地铁预制装配式车站结构抗震性能数值研究

2023-09-21欧飞奇

现代城市轨道交通 2023年9期

欧飞奇

（广州地铁设计研究院股份有限公司，广东广州 510010）

1 背景

目前，我国正处于快速城镇化阶段，城市规模日益增大，对基础设施的需求也日益增加。地铁作为高效、绿色、低碳的公共交通资源，在城市化进程中发挥着不可替代的作用。预制装配式地铁车站采用模块化设计生产，可保证施工质量、降低环境污染，具有传统现浇式车站不可比拟的优势。自1995年阪神地震中大开车站遭受严重破坏[1]以来，地下结构的抗震安全性引起各国学者的广泛关注。目前，我国关于预制装配式车站结构的抗震研究仍处于起步阶段[2]。而保障结构的地震安全性有助于节约社会资源、保护生态环境，符合当代可持续发展的战略要求，因此有必要开展预制装配式车站结构的抗震研究。

预制装配式车站先分块预制，由接头拼装，接头处的抗震性能决定车站整体的抗震性能[3-4]，已有学者针对装配式车站接头的力学性能、传力机制开展相关研究[5-6]，研究结果表明：与传统现浇车站结构相比，装配式车站接头能够灵活适应地震作用产生的变形，从而使结构的整体弯矩大幅减小，增大结构的抗震性能，但接头处易产生较大变形。接头处的连接方式不同从而导致构件的强度、变形模式、抗震性能存在差异，目前接头处的连接方式主要包括：螺栓连接[7]、灌浆套筒连接[8]、榫槽+连接件连接[6]。亦有学者关注车站局部节点的抗震性能，杜修力等[9]通过开展足尺试验，研究了预制拼装侧墙底节点和现浇侧墙底节点的抗震性能，研究结果表明：预制装配式节点在循环往复荷载作用下初始刚度较大且破坏位置集中。李晟等[10]则指出预制钢管混凝土柱可以有效保证中柱在强震作用下的安全性，且震后容易修复。对于装配式车站的整体研究，主要集中于静载作用下车站的传力机制和变形性能。丁鹏等[11-12]通过对长春地铁装配式车站的数值模拟，指出车站的闭腔构造可以降低结构自重，从而使结构所受弯矩显著降低，结构整体趋于安全稳定。陶连金等[13]以长春地铁2号线为背景，分析了装配式地铁车站拼装成环后的整体力学行为，证明了支撑可以有效降低拼装误差，减小接头的接触应力和张开量。总之，预制装配式车站结构作为我国新兴车站结构，其整体抗震性能研究方面仍存在诸多空白。

本文以深圳地铁某装配式车站为研究背景，分析单环装配式地铁车站的地震响应。通过有限元通用软件建立地层-结构模型，采用弹簧-实体接触模拟装配式车站接头，研究结构和地层的相互作用机制以及车站结构在地震作用下力学、变形和接头的动力响应特征，揭示预制装配式地铁车站结构地震下的传力与变形机理，明确抗震薄弱环节。

2 工程概况

本研究以深圳某在建预制装配式地铁车站结构为背景，车站主体结构断面采用9块拼接（图1），块与块之间采用新型的CHC接头（图2，由C型钢和H型钢组成）。结构断面总高度为16.4 m，总宽度为20.3 m；断面站厅层结构净高6.6 m，站台层结构净高7.4 m；构件底板最薄处为1 m，侧墙厚度为1 m，顶板最薄处为0.9 m；单环纵向宽度为2 m。

图1 单环装配式车站主体结构（单位：m）

图2 CHC接头

车站所处工程场地覆盖层为23.4 m，等效剪切波速为279 m/s，场地类别为Ⅱ类（根据GB/T 51336-2018《地下结构抗震设计标准》划分）[14]。车站埋深为4 m，采用明挖法施工，车站所处地层主要为粉质黏土和黏质砂性土，无液化场地。

3 动力分析数值模型

3.1 有限元模型

本文采用有限元软件进行模拟计算，分析采用新型CHC接头的预制装配式车站地震响应，数值模型如图3所示，模型平面尺寸为（300×100） m（宽度×高度），单环厚度（出平面方向尺寸）为2 m，车站顶板埋深为4 m，土体和结构模型均采用四面体实体单元C3D8R离散，网格数量约8万个。为了满足计算精度，结构区域最小网格尺寸为1 m，小于波动最大频率对应波长的1/10[15]，网格划分遵循结构附近加密的原则。隧道与周围地层之间的连接方式为摩擦连接，切向设置摩擦系数为0.5[16]，法向为硬接触（即不允许网格法向相互侵入）。

图3 数值模型

3.2 计算参数及材料本构

车站结构处地层剖面参数如表1所示，车站埋置地层主要为粉质黏土和砂质黏性土。地层动力力学行为由等效线性化模型[17]模拟，该模型采用等效的剪切模量（G/G0）和阻尼比（ξ）近似反映地层非线性特征，地层剪切模量和阻尼比随剪应变（γ）变化曲线如图4所示。地层模型的阻尼采用Rayleigh阻尼，取模型前两阶的圆频率（f1= 2 Hz，f2= 3 Hz）来计算阻尼系数。

表1 地层参数表

图4 地层动力特征曲线

车站结构由C50混凝土浇筑，材料参数按GB 50010-2010 《混凝土结构设计规范》[18]中规定取值，并引入混凝土塑性损伤模型（CDP），通过应力损伤（SDEG）刚度折减系数衡量整体结构抗震性能[19]，此系数可以指示单元最大受拉与受压损伤，定义为单元折减后强度与初始强度的比值，取值为1时代表结构完全破坏。C50混凝土受压应力-应变和损伤系数-应变示意图如图5所示。块与块之间的CHC接头主要承担拉力，通过两点弹簧模拟，受拉刚度通过原型试验和理论计算确定，弹簧刚度设置为1.039×109N/m。

图5 CDP受压模型

3.3 输入地震动及边界条件

计算模型包含不考虑结构的自由场模型（只含地层）和考虑车站-地层相互作用的车站-地层模型。进行动力分析之前，首先对地层-结构体系进行初始地应力平衡，在结构已有初始应力、变形的基础上分析动力响应。工程场地类型为Ⅱ类场地，选择相同场地类别的实测波Taft波作为基岩波输入，根据设防标准（加速度峰值0.75g）对地震波调幅，并进行基线校准和滤波处理，输入的地震波和傅里叶谱如图6所示。为了减弱局部模型带来的边界效应，侧向边界采用等位移边界[20]，模拟地震波传播过程地层剪切变形模式。

图6 输入地震波

4 结果分析

4.1 地层-结构相互作用

定义加速度放大系数β为测点加速度峰值amax与输入地震动峰值加速度峰值a0，max的比值，表示为：

图7为车站-地层和自由场模型加速度放大系数随埋深变化曲线，A1～A4为车站-地层模型加速度测点，SA1～SA4为同位置处自由场模型加速度测点。由图可知：①2个模型的近地表加速度响应都随埋深减小而增大；②同埋深位置，车站-地层模型的加速度放大倍数大于自由场模型，说明车站结构的存在会明显放大原场地的加速响应。为了更好地分析地层-结构相互作用，通过快速傅里叶变换（FFT）将2个模型的加速度响应转化为频域，如图8所示。由图可知，A3及SA3，A4及SA4频谱基本一致，而A1、A2分别相较于SA1和SA2有所放大，说明车站结构主要放大结构顶板到地表范围的场地加速度响应，放大频段范围为2～5 Hz。

图7 加速度放大系数随埋深变化关系

图8 傅里叶谱

4.2 结构位移响应

车站结构在地震作用下各层间水平位移时程曲线如图9所示。D1、D2、D3分别对应顶板、中板、底板水平位移，位移响应同加速度响应规律一致，随埋置深度的减小而增大，顶板位置处的水平位移响应最大。各处最大水平位移都出现在t= 8 s时刻，而非地震波时程对应加速度最大时刻，说明不能只依据加速度响应判断结构实际地震响应大小。参照GB/T 51336-2018 《地下结构抗震设计标准》[14]，定义层间位移角Δθ为：

图9 层间水平位移时程曲线

式（2）中，（D1-D3）为层间位移（此处最大值为1.41 mm）；Δh为顶板底板的高程差（此处为15.5 m）。最终求得最大层间位移角为0.1‰，在规范限值（1/550）之内，结构设计满足地震安全。

4.3 接缝应力及变形

接缝相邻单元两点的位移差即为接缝的变形，各接缝的变形时程如图10所示。J2、J3和J4的接缝变形最终没有归零，存在永久变形；J2的接缝变形最小，是因为中板主要承担两侧的侧土压力，传递轴力，基本全程处于受压状态；J1位置接缝变形最大为4.6 mm，主要是顶板构件类似于简支梁体系，顶板承受上覆荷载产生较大弯矩的同时，接缝处简化为带有一定刚度的铰接支座，产生较大的转角位移，导致较大的接缝变形。J3和J4的接缝变形最大分别为1.5 mm和1.8 mm，是由于水平地震作用下结构剪切变形，块体间相互错动引起的接缝变形。

图10 接缝张开变形时程

块与块之间的接触应力云图如图11所示，接触应力最大的位置为角块E和C的接触面，因为此处主要传递上部竖向荷载（上覆土和结构自重）；角块D中板的接触应力也处于较高水平，同样说明了中板主要承受侧土压力，起到水平支撑作用，因此此处几乎不产生接缝张开变形。各接触面最大压力为8.39 MPa，混凝土不会受压破坏，满足抗震要求。

图11 接头处接触应力云图（单位：Pa）

4.4 结构应力及塑性损伤

结构应力云图如图12所示，结构最大主应力表示单元所受最大拉应力，最小主应力表示单元所受压应力。由图可知，块体自身的应力均处于较低水平，应力主要集中在接缝位置，说明地震荷载主要由接头承担，结构的抗震性能由接头处抗震性能决定，与已有研究结论相符[3-4]。图13a和图13b分别为结构受压和受拉损伤结果，受压损伤位于侧墙与顶板连接处，主要是承受上覆土及自重荷载；受拉损伤则主要分布于车站上半部分接头处和顶板、中板跨中。由前述分析可知，车站的地震响应随埋深减小而增大，因此顶板附近接头处随结构变形产生较大拉力；顶板跨中损伤是因为顶板承受覆土及自重跨中有较大弯矩，底部受拉；中板的跨中损伤则是由于初始自重受弯变形后，中板两侧在地震过程中承受较大的轴力，进而加剧了的中板底部的受拉损伤。