与管廊共构的地铁车站抗震计算与分析

陈鹤 刘力 耿耘

(北京市市政工程设计研究总院有限公司 100082)

1 工程概述

北京地铁7 号线东延在万盛南街道路上共4座车站，在地铁稳定设计方案后，经规划部门提出沿万盛南街随轨道交通建设综合管廊，管廊沿万盛南街道路下敷设，与地铁线路路由相同(图1)。笔者已对地铁车站与管廊共构方案的选择进行了多方案的比较研究[1]，地铁车站原设计方案为地下两层站，综合比较确定地铁车站与管廊共构方案，地下一层为管廊层和预留地下开发空间，地下二、三层为地铁站厅、站台层(图2)。

在云景东路站、小马庄站和高楼金站处管廊与地铁车站主体共构。与主体共构段长度约1070m，在地铁区间隧道上方段长度约4270m。综合管廊外顶平均覆土约3m，在地铁区间范围内管廊与地铁区间隧道竖向净距大于5m，为沿线相交道路地下工程穿越预留一定条件。作为北京市首次采用明挖地铁站与综合管廊共构设计，对地铁车站单建和管廊与地铁车站共构抗震设计进行了对比分析。

图1 7 号线东延与万盛南街综合管廊路由示意Fig .1 Sketchmap of the extension of Beijing subway line 7 and utility tunnel

图2 管廊与地铁结合断面示意Fig .2 Cross section of the co-construction of subway station and utility tunnel

根据规范[1]要求，车站地震反应计算分析时，抗震性能要求Ⅰ(E1 及E2 地震作用下)采用反应位移法，抗震性能要求Ⅱ(E3 地震作用下)采用非线性时程分析法。并按规范[1]要求验算结构强度及变形。

2 结构及工程地质概况

2.1 高楼金站概况

高楼金站是地铁7 号线东延的第七座车站，位于通州区群芳南街与规划的颐瑞中路交叉口，沿群芳南街路下东西向布置。无地下管廊时车站为明挖地下双层车站，覆土约3.5m。车站主体结构公共区断面如图3所示。主体结构标准段宽29.9m、高14.3m。

图3 地铁车站单建主体结构断面Fig.3 Cross section of the subway station

管廊与车站共构为明挖地下三层结构，车站主体结构公共区断面如图4所示，主体结构标准段宽30.3m、高20.1m。地下一层为管廊层及预留地下开发空间，地下二、三层为车站站厅、站台层。为满足车站抗浮要求，边桩顶部冠梁兼作压顶梁抗浮，中柱下设抗拔桩抗浮。

图4 地铁与管廊共构车站主体结构断面图Fig .4 Cross section of the co-construction of subway station and utility tunnel

2.2 工程地质概况

高楼金站范围地层自上而下分别为人工堆积层、第四纪新近沉积层、第四纪全新世冲洪积层、第四纪晚更新世冲洪积层。土层物理力学性质参数见表1。

3 结构抗震分析

3.1 反应位移法

反应位移法计算采用荷载-结构模型，进行地下车站结构横向地震反应计算时，将周围土体视为支撑结构的地基弹簧，结构采用梁单元进行建模，见图5。

表1 地层物理力学性质参数Tab.1 Formation physical andmechanical property parameters

图5 横向地震反应计算的反应位移法Fig.5 Response displacement method for lateral seismic response calculation

反应位移法计算中应考虑土层相对位移、结构惯性力及结构与周围土层剪力，其计算方法、公式及参数根据规范[2]确定。

1.荷载计算

(1)土层相对位移及土层位移引起作用于结构的侧向力

根据规范[2]，地震时深度z处土层的水平位移见表2、表3。

表2 单建两层车站模型节点的水平位移Tab.2 Horizontal displacement of Two-storey stationmodel nodes

表3 共构三层站模型节点的水平位移Tab.3 Horizontal displacement ofmodel nodes

(2)结构水平惯性力

选取a=0.2g=2m/s2，代入相关公式，可得结构水平惯性力。

(3)结构与周围土层间的剪切力

选取Gd=124.08MPa，H=70m，Tg=0.45s，Sa=0.2g=2m/s2，代入相关公式，可得结构与周围土层间的剪切力，见表4。

表4 结构与周围土层间的剪切力荷载标准值Tab.4 Shear forces between the structure and surrounding soil

2.结构强度及变形验算

(1)变形验算

抗震性能要求为I 时，即结构E2 地震作用条件下，单建两层站：站台层结构弹性层间位移角为1/695 ＜1/600，站厅层结构弹性层间位移角为1/640 ＜1/600；管廊与地铁共构三层站：管廊层结构弹性层间位移角为1/1433 ＜1/600，站厅层结构弹性层间位移角为1/1230 ＜1/600，站台层结构弹性层间位移角为1/777 ＜1/600，均满足规范要求。管廊与地铁车站共构，为满足车站抗浮要求，边桩为永久结构，顶部设置压顶梁抗浮，在中跨柱下设抗拔桩抗浮，在地震工况下边桩及中柱均参与结构受力，改善了结构受力状态，对地震工况下结构水平向变形有利。

(2)强度验算

采用荷载结构模型计算各工况下车站主体结构各截面位置内力，验算结构配筋，E2 地震作用条件下，两层站、三层站地震作用不控制截面设计。

3.2 时程分析法

1.时程分析计算参数

根据地震安全性评价报告及规范[2]，本站场地设计地表地震动峰值加速度及峰值位移见表5。

表5 场地设计地表地震动峰值加速度及峰值位移Tab.5 Design peak acceleration and peak displacement of groundmotion on the site

地震输入采用地震安全性评价部门提供的地震时程函数。根据抗震设计条件，计算采用50年超越概率为2%(重现期2475年，即为 E3 地震工况)的基岩加速度反应谱和峰值加速度作为地震动时程合成的反应谱和目标峰值，合成土层地震反应分析所需的基岩地震动时程，分别选取了加速度峰值为0.4g的三条地震加速度时程曲线 1～3，见图6。

图6 加速度时程Fig.6 Acceleration schedule

2.时程计算模型

根据车站柱网设置，选取连续最大两柱三跨结构进行建模计算。模型上边界取至地表，下边界至3 倍结构高度，横向取至3 倍结构宽度，模型边界按照粘弹性人工边界，数值计算模型见图7。根据地安评报告所提供的三个加速度时程数据，分别进行分析，选取最不利加速度时程进行验算。

图7 数值计算模型Fig.7 Numerical calculationmodel

根据岩土勘察报告，并考虑数值计算模型要求，将场地土层性质及物理力学参数相似的土层进行合并，共合并成6 层土，见表6。

表6 场区地层动力学参数Tab.6 Formation dynamic parameters in field

结构采用实体单元，模拟既有结构，所用结构参数见表7。

表7 结构参数Tab.7 Structure parameters

3.计算结果

结构水平方向位移、塑性区、层间相对位移计算结果见图8、图9。

图8 结构沿X 轴(水平主向)最大位移(单位：m)Fig.8 Maximum displacement of the structure along the X-axis (horizontal principal direction)(unit：m)

图9 E3 工况下结构塑性区域Fig.9 Structuralmodeling area under E3 condition

4.结构变形验算

两层站时，E3 地震作用条件下，站厅层层间位移角为1/342 ＜1/300，站台层层间位移角为1/328 ＜1/300，均满足规范要求。

管廊与地铁车站共构时，E3 地震作用条件下，管廊层层间位移角为1/687 ＜1/300，站台层层间位移角为1/434 ＜1/300，站厅层层间位移角为1/511 ＜1/300，均满足规范要求。

与E2 工况下相似，管廊与地铁车站共构，为满足车站抗浮要求，边桩及中柱下设抗拔桩抗浮，在地震工况下边桩及中柱均参与结构受力，改善了结构受力状态，对地震工况下结构水平向变形有利。

4 结论

1.根据规范[2，3]，对两层站和管廊与地铁共构三层站进行反应位移法和时程分析法进行E2、E3 地震作用下车站抗震计算，其抗震性能应均能达到I 级、II 级的相关要求。

2.管廊与地铁车站共构地下三层车站方案，相对单建地下两层站方案，由于边桩、抗拔桩参与结构抗浮，同时参与结构抗震，减小了地震工况下车站水平向层间位移角，改善了车站抗震性能。

3.北京地区首次采用管廊与地铁车站共构方案，采取常规设计手段即可满足车站结构受力要求，在后续管廊与地铁结合工程中可借鉴本工程经验采取管廊和车站共构方案。