隧道結構抗震時程分析

周 浩，倪文龍

[悉地（蘇州）勘察設計顧問有限公司，江蘇 蘇州 215000]

0 引 言

隨著城市地上空間日益緊張，地下結構的建設在城市化進程中的作用日益突出。傳統(tǒng)觀念認為，地下結構受土體約束、剛度較大且結構高度一般較小，在地震作用下結構不會嚴重破壞。然而，1995 年日本阪神大地震、1999 年土耳其Duzce7.8 級地震、2008 年汶川8.0 級地震、2012 年臺灣集集7.3 級地震等[1]，這些地區(qū)地下結構在地震中的大量破壞帶來的安全問題和經濟損失使人們重新認識到地下結構抗震設計的重要性。

目前，地下結構常用的抗震方法主要有地震系數法、反應位移法、時程分析法等[2-3]。其中，時程分析法考慮了地震波的動強度、持續(xù)時間和頻譜特征，同時納入地震環(huán)境和場地特征的影響，被普遍認為是計算結構動力響應最精確的方法。本文結合蘇州春申湖隧道敞開段，通過建立三維數值模型進行結構強度和變形驗算，得出敞開段地震工況控制部位和變形特征，為類似工程提供參考。

1 工程概況

蘇州春申湖路快速化改造工程是規(guī)劃蘇州中環(huán)快速路北段的重要組成部分，元和塘以東段采用隧道沿春申湖路敷設，西起齊門北大街以東、澄帆路與春申湖路交叉口，東至蠡塘河西側、澄星街與春申湖路交叉口。

隧道暗埋段結構采用兩孔+ 管廊箱涵斷面形式，敞開段采用U 型槽結構，在敞開段和部分標準暗埋段部位，底板設置抗拔樁。

工程場地100 m 以淺各土層由第四紀中更新世以來的沖湖積～ 濱海相碎屑沉積土層組成，場地20 m以淺土層的平均剪切波速Vse為164.0～183.2 m/s，工程場地類別為Ⅲ類，特征周期值為0.45 s。

2 計算模型

2.1 幾何模型

本文采用Midas GTS 有限元分析軟件建立敞開段三維有限元模型，模型尺寸取55 m（長）×92 m（寬）×80 m（高），各層土體參數采用地質勘察資料中的土體參數，如圖1、圖2 所示。

圖1 地層- 結構網格

圖2 主體結構網格

隧道敞開段主線頂底板厚1.5 m，側墻厚1.4 m，中間管廊壁厚0.5 m，寬31.8 m；匝道底板厚1.1 m，側墻厚1.1～0.6 m，寬10.8 m，設置樁徑0.8 m、長15 m抗拔樁。隧道頂底板采用板單元模擬，土體采用六面體單元模擬，抗拔樁采用梁單元模擬，地層和結構參數見表1、表2。

表1 土層物理力學參數

表2 結構物理力學參數

2.2 邊界條件

本模型動力分析階段對邊界條件做以下規(guī)定：

（1）底部邊界：由于在目前的工程抗震設計中，地震動輸入大多為水平振動的剪切波，豎直方向約束，水平方向施加地震波。

（2）側向邊界：側向土體均采用黏彈性邊界以吸收地震波能量。

（3）頂部邊界：水平和豎直方向均為自由。

（4）土體與結構接觸面未考慮界面接觸特性，二者節(jié)點耦合。

2.3 地震波的選取

由于地震具有較強的隨機性和獨特性，地震波的動強度、持續(xù)時間和頻譜特征對地下結構的響應影響很大。

本文采用動力時程分析的目標峰值取0.125g，持續(xù)時間根據工程實踐中的選擇原則[4]取30 s，地震波選用El-Centro 波、San Fernando 波和蘇州地區(qū)人工波，以盡可能貼合當時實際情況。計算采用的地震動加速時程曲線如圖3 所示。

圖3 地震波波形

3 結果分析

3.1 結構內力分析

本工程抗震設防類別為重點設防類，在E2 地震作用下，隧道結構應保持正常使用功能、結構處于彈性工作階段，需進行結構強度驗算。靜力工況和不同地震波作用下隧道結構的內力包絡值見表3。從中可以看出，E2 地震作用下，結構最大彎矩出現在主線頂板，為4 222 kN·m，地震工況下主線頂板最大彎矩降低31.4%，結構部位抗震工況對設計不起控制作用，截面抗彎配筋由靜力工況下的裂縫控制。

表3 隧道內力計算結果匯總單位：kN/m

相關研究[5]表明，地下結構側墻在高軸壓比條件下具有較強的脆性特點。根據《建筑抗震設計規(guī)范》（2016 年版）[6]要求，對本工程按照二級采取抗震措施，側墻軸壓比不大于0.6。各種工況下側墻軸力及軸壓比見表4。從中可以看出，E2 地震作用下主線側墻最大軸力大于靜力工況下側墻軸力，最大軸力增加約36.7%；隧道中隔墻最大軸力小于靜力工況下中隔墻軸力，最大軸力減少約51.9%。這表明地震工況下主線結構側墻易處于高軸壓比工作狀態(tài)，此時結構側墻為抗震關鍵構件，本次設計主線側墻壁厚取1.4 m，最大軸壓比為0.147，使側墻在地震作用下處于低軸壓比工作狀態(tài)，不發(fā)生脆性破壞。此外，由于主線側墻剛度大于主線中隔墻，地震荷載作用下側墻承擔較大軸力，中隔墻軸力相對靜力工況有所降低。

表4 側墻軸力及軸壓比

3.2 結構變形分析

罕遇地震（E3 地震）作用時，為保證地下結構在震后可修復，進行承受彈塑性變形能力極限狀態(tài)的驗算。E3 地震作用下節(jié)點頂板和底板的層間位移時程如圖4 所示。

從結構層間位移值和變形圖來看，在水平橫向地震動的作用下，上下層的層間位移相差并不大，最大層間位移分別為6.125 mm、8.28 mm、6.325 mm，最大層間位移角為1/1340，小于1/250，各層間位移角均小于《建筑抗震設計規(guī)范》（2016 年版）規(guī)定的彈性層間位移角1/250 的限值。

4 結 語

本文通過建立三維時程分析模型，對蘇州市春申湖隧道敞開段進行計算，得到如下結論：

（1）E2 地震作用下，結構最大彎矩出現在主線頂板，地震工況下主線頂板最大彎矩比靜力工況降低31.4%，截面抗彎配筋由靜力工況下的裂縫控制。

（2）E2 地震作用下，主線結構側墻易處于高軸壓比工作狀態(tài)，此時結構側墻為抗震關鍵構件，本次設計主線側墻壁厚取1.4 m，最大軸壓比為0.147，側墻在地震作用不發(fā)生脆性破壞。

（2）E3 地震作用下，結構最大層間位移角均小于1/250，結構處于彈塑性工作階段，滿足抗震性能的要求。