基于柱頂隔震的3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)抗震性能研究1

陳文斌 莊海洋 李 晟 陳 蘇

1）南京工業(yè)大學(xué)巖土工程研究所，南京 210009

2）中國地震局地球物理研究所，北京 100124

引言

隨著我國經(jīng)濟(jì)的迅猛發(fā)展和城市化進(jìn)程的不斷加快，為緩解日益嚴(yán)重的交通擁堵問題，越來越多的城市開始大力建設(shè)城市軌道交通。近年來，我國城市地鐵系統(tǒng)線網(wǎng)不斷完善加密，線網(wǎng)間連接換乘站越來越多，3 層3 跨框架式地鐵地下車站結(jié)構(gòu)形式被越來越多地采用。目前，國內(nèi)外學(xué)者對(duì)3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)抗震性能的研究相對(duì)較少，且現(xiàn)有地鐵地下車站結(jié)構(gòu)絕大部分還未經(jīng)受強(qiáng)烈地震的嚴(yán)峻考驗(yàn)，其能否承受強(qiáng)烈地震的破壞作用仍存在很大疑問（莊海洋等，2017；王雪劍等，2017）。1995 年1 月17 日，日本阪神大地震造成了大范圍的地鐵地下車站結(jié)構(gòu)和區(qū)間隧道受到嚴(yán)重的地震破壞，其中兵庫縣神戶市的大開地鐵地下車站超過一半的結(jié)構(gòu)中柱完全塌毀，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)頂板發(fā)生整體性的坍塌破壞，地表最大塌陷近2.5 m（莊海洋等，2008；杜修力等，2016，2017，2018）。此外，由于大部分地鐵車站采用地下車站形式，其中多數(shù)地鐵地下車站深埋地下、施工難度大、技術(shù)要求高、建設(shè)投資巨大，同時(shí)作為城市地下空間生命線工程，如果發(fā)生地震破壞勢必造成巨大的社會(huì)影響和經(jīng)濟(jì)損失，因此地鐵地下車站結(jié)構(gòu)抗震性能水平和地震破壞機(jī)理的研究已成為城市防震減災(zāi)領(lǐng)域的熱點(diǎn)及難點(diǎn)課題。

現(xiàn)有研究表明，在強(qiáng)震作用下，地鐵地下車站結(jié)構(gòu)的頂板和中柱往往會(huì)發(fā)生嚴(yán)重的地震破壞，特別是由于車站結(jié)構(gòu)中柱抗震性能較差，在強(qiáng)震過程中首先發(fā)生垮塌破壞，進(jìn)而導(dǎo)致車站結(jié)構(gòu)發(fā)生整體性坍塌破壞（Li 等，2018；Chen 等，2018）。部分學(xué)者針對(duì)地鐵地下車站結(jié)構(gòu)中柱采用減隔震技術(shù)開展了相關(guān)研究，結(jié)果均表明中柱柱端設(shè)置減隔震支座可以降低地鐵地下車站結(jié)構(gòu)中柱的側(cè)向變形和地震損傷程度（還毅等，2011；Chen 等，2014；Ma 等，2018；莊海洋等，2019）。然而，由于強(qiáng)地震作用下地鐵地下車站結(jié)構(gòu)變形與破壞明顯受周圍場地土體的約束與影響，且土與地下結(jié)構(gòu)之間的非線性動(dòng)力相互作用機(jī)理十分復(fù)雜，國內(nèi)外對(duì)大型復(fù)雜地鐵地下車站結(jié)構(gòu)地震破壞機(jī)理和減隔震設(shè)計(jì)方法的研究至今仍處于發(fā)展階段。

鑒于此，本研究根據(jù)3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)地震損傷特性，以提升地鐵地下車站結(jié)構(gòu)破壞最為嚴(yán)重的中柱抗震性能為出發(fā)點(diǎn)，基于有限元軟件ABAQUS，采用中柱柱頂不同位置設(shè)置鉛芯橡膠隔震支座的方法，建立土-地下連續(xù)墻-主體結(jié)構(gòu)非線性靜動(dòng)力耦合相互作用的二維整體時(shí)域有限元分析模型，系統(tǒng)研究了不同基巖輸入地震動(dòng)作用下，柱頂隔震支座設(shè)置位置對(duì)地鐵地下車站主體結(jié)構(gòu)的側(cè)向變形、地震損傷和動(dòng)應(yīng)力反應(yīng)等結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)特性的影響，以期為3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)減隔震工程實(shí)踐提供參考。

1 數(shù)值分析模型及方法

1.1 地鐵地下車站結(jié)構(gòu)概況

以3 層3 跨框架式地鐵地下車站結(jié)構(gòu)為研究對(duì)象，其原型為上海地鐵11 號(hào)線御橋路車站，車站主體結(jié)構(gòu)的橫截面尺寸如圖1（a）所示，其中L 代表縱梁。車站上覆土層厚度取為3 m，車站主體結(jié)構(gòu)橫截面寬21.5 m，結(jié)構(gòu)整體高22.06 m。車站主體結(jié)構(gòu)頂板厚度為0.9 m，上層中板厚度為0.4 m，下層中板厚度為0.45 m，底板厚度為1.3 m，結(jié)構(gòu)側(cè)墻寬度為0.6 m。原型車站結(jié)構(gòu)中柱直徑為0.8 m，縱向中柱間距為8 m。地下車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)墻與地下連續(xù)墻之間采用疊合墻結(jié)構(gòu)連接，地下連續(xù)墻嵌入深度與車站結(jié)構(gòu)高度之比為1∶1，地連墻寬度為1.2 m。此外，車站主體結(jié)構(gòu)與地下連續(xù)墻均采用C30 混凝土，鋼筋均采用HPB235，主要配筋情況如圖1（b）所示。

圖1 地鐵地下車站結(jié)構(gòu)橫截面主要尺寸和配筋圖Fig. 1 Main dimensions and distributed steels of cross section of underground subway station

1.2 土與鋼筋混凝土材料的動(dòng)力本構(gòu)模型

場地土體材料的本構(gòu)模型采用由莊海洋等（2006，2009）基于廣義巖土塑性理論，根據(jù)等向硬化和隨動(dòng)硬化相結(jié)合的硬化模量準(zhǔn)則，建立的一個(gè)總應(yīng)力增量形式的軟土記憶型黏彈塑性嵌套面非線性動(dòng)力本構(gòu)模型，該模型已利用Fortran 進(jìn)行二次開發(fā)，實(shí)現(xiàn)了與ABAQUS 的對(duì)接。本研究中場地各層土體的基本物理力學(xué)參數(shù)如表1 所示?；炷敛牧媳緲?gòu)模型采用由Lee 等（1998）在Lubliner 等（1989）提出的混凝土塑性損傷模型基礎(chǔ)上，進(jìn)一步完善得到的循環(huán)動(dòng)荷載作用下的混凝土動(dòng)力黏塑性損傷模型。該本構(gòu)模型是基于混凝土材料斷裂能原理，采用2 個(gè)損傷變量分別描述混凝土材料受拉和受壓破壞時(shí)2 種不同剛度衰減規(guī)律，并采用多個(gè)混凝土材料硬化變量對(duì)本構(gòu)模型中的屈服函數(shù)進(jìn)行了修正，可較好地反映混凝土材料在強(qiáng)震作用下的損傷演化狀態(tài)。本研究所用的C30 混凝土材料的動(dòng)力黏塑性損傷模型具體參數(shù)詳見莊海洋等（2013）研究。此外，鋼筋材料采用線彈性本構(gòu)模型，其彈性模量為210 GPa?；炷敛牧虾屯馏w材料阻尼均采用瑞利阻尼來近似考慮，混凝土材料初始阻尼比取2%，土體材料初始阻尼比取3%（莊海洋等，2006，2009）。

表1 工程場地條件及其參數(shù)Table 1 Soil conditions and physical properties of soils in site

1.3 鉛芯橡膠隔震支座參數(shù)與設(shè)置

圖2 隔震支座設(shè)置位置示意圖Fig. 2 Schematic diagram of setting position of lead rubber seismic isolation bearing

表2 鉛芯橡膠隔震支座主要參數(shù)Table 2 Main parameters of lead rubber seismic isolation bearing

1.4 輸入地震動(dòng)的選取

本研究選用El-Centro 波、Kobe 波、什邡八角波和臥龍波作為場地水平基巖輸入地震動(dòng)。4 條輸入地震波原始加速度時(shí)程曲線詳見莊海洋等（2019）的研究，加速度反應(yīng)譜如圖3 所示，由圖3 可知所選輸入地震動(dòng)的卓越周期較豐富，覆蓋長、中、短周期。根據(jù)Tso 等（1992）對(duì)地震動(dòng)的分類，當(dāng)PGA/PGV＞1.2 時(shí)，該地震動(dòng)屬于高頻振動(dòng)波；當(dāng)0.8≤PGA/PGV≤1.2 時(shí)，該地震動(dòng)屬于中頻振動(dòng)波；當(dāng)PGA/PGV＜0.8時(shí)，該地震動(dòng)屬于低頻振動(dòng)波。通過計(jì)算得到El-Centro 波PGA/PGV=0.92，屬于中頻振動(dòng)波；Kobe 波PGA/PGV=0.93，屬于中頻振動(dòng)波；什邡八角波PGA/PGV=0.51，屬于低頻振動(dòng)波；臥龍波PGA/PGV=1.98，屬于高頻振動(dòng)波，因此所選輸入地震動(dòng)分別具有高、中、低頻振動(dòng)特征。在模型場地底部水平向輸入地震動(dòng)時(shí)，將4 條基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度（Peak Bedrock Acceleration，PBA）分別調(diào)整為0.05g、0.1g、0.2g、0.3g和0.4g，輸入地震動(dòng)持時(shí)均取40 s。

圖3 輸入地震波加速度反應(yīng)譜Fig. 3 Acceleration response spectra of input ground motions

1.5 土與地下結(jié)構(gòu)動(dòng)力接觸的模擬

本研究中，通過定義不同介質(zhì)間的主從接觸表面模擬土體與地連墻、車站主體結(jié)構(gòu)之間的動(dòng)力接觸特性。所有接觸面法向接觸均定義為“Hard”接觸，即當(dāng)土體與地下結(jié)構(gòu)之間出現(xiàn)拉力時(shí)，其對(duì)應(yīng)的接觸面將立即發(fā)生分離；接觸面切向接觸通過Penalty 函數(shù)進(jìn)行模擬，服從庫倫摩擦定律，即當(dāng)各接觸面上的剪應(yīng)力大于接觸面間的最大摩擦力時(shí)，土體與地下結(jié)構(gòu)之間將發(fā)生切向滑動(dòng)。根據(jù)相關(guān)研究（BSI，2011），有限元計(jì)算過程中各接觸面間的摩擦系數(shù)均取0.4。此外，地下車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)墻與地下連續(xù)墻采用疊合墻結(jié)構(gòu)連接，在ABAQUS 中通過定義不同介質(zhì)間的“Tie”約束進(jìn)行模擬，并假定車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)墻與地下連續(xù)墻之間不發(fā)生動(dòng)力相對(duì)滑移與分離。同時(shí)，對(duì)于中柱采用傳統(tǒng)完全約束連接的地鐵地下車站結(jié)構(gòu)，中柱頂、底端與車站主體結(jié)構(gòu)縱梁之間通過定義不同介質(zhì)間的“Tie”約束進(jìn)行模擬，并假定柱端與縱梁之間不發(fā)生動(dòng)力相對(duì)滑移與分離。

1.6 有限元模型的建立

本研究采用莊海洋等（2011）建立的土-地下結(jié)構(gòu)非線性靜動(dòng)力耦合作用有限元分析方法考慮地鐵地下車站結(jié)構(gòu)周圍場地初始靜應(yīng)力狀態(tài)對(duì)其動(dòng)力反應(yīng)的影響。此外，有限元計(jì)算分析從靜力分析到動(dòng)力分析過渡時(shí)，需要對(duì)模型場地邊界條件進(jìn)行轉(zhuǎn)換。靜力分析中，模型場地底部采用固定約束，兩側(cè)邊界水平向約束同時(shí)豎向自由；動(dòng)力分析中，模型場地底部采用豎向固定約束、水平向自由且輸入地震動(dòng)，兩側(cè)邊界采用豎向固定約束、水平向自由且加阻尼器的黏滯邊界。同時(shí)，根據(jù)樓夢麟等（2000）的研究，當(dāng)模型場地側(cè)向?qū)挾菳大于地下結(jié)構(gòu)橫截面寬度b的5 倍時(shí)，場地兩側(cè)邊界條件對(duì)地下結(jié)構(gòu)動(dòng)力反應(yīng)的不利影響可近似忽略不計(jì)，為盡量消除截取邊界的影響，本研究中模型場地寬度取200 m，厚度取80 m。

基于ABAQUS 6.13 建立的地鐵地下車站結(jié)構(gòu)二維整體有限元分析模型如圖4 所示。為兼顧模型計(jì)算精度與效率，土體、車站主體結(jié)構(gòu)和地下連續(xù)墻網(wǎng)格均采用四節(jié)點(diǎn)平面應(yīng)變減縮積分單元（CPE4R），土體單元網(wǎng)格尺寸為1～2 m，車站主體結(jié)構(gòu)和地連墻單元網(wǎng)格的尺寸約為0.2 m。鋼筋采用等效二維梁單元（B21）進(jìn)行離散，單元網(wǎng)格的尺寸約為0.2 m，等效后鋼筋彈性模量為1.2×106MPa。車站主體結(jié)構(gòu)、地下連續(xù)墻混凝土與鋼筋之間的黏結(jié)通過定義“Embedded Region”進(jìn)行模擬。實(shí)際地鐵地下車站結(jié)構(gòu)為空間三維結(jié)構(gòu)，且結(jié)構(gòu)中柱沿縱向間隔分布，而本研究中車站主體結(jié)構(gòu)簡化為二維有限元模型，結(jié)構(gòu)中柱視為空間上連續(xù)分布的縱墻。ABAQUS 建模中三維實(shí)體通常采用八節(jié)點(diǎn)六面體線性減縮積分應(yīng)力單元（C3D8R），而本研究中土體、車站主體結(jié)構(gòu)和地下連續(xù)墻均采用四節(jié)點(diǎn)平面應(yīng)變減縮積分單元（CPE4R）。鑒于此，為避免二維結(jié)構(gòu)中柱平面應(yīng)變單元模擬結(jié)構(gòu)中柱三維應(yīng)力單元可能產(chǎn)生的精度失真，根據(jù)等剛度原理，對(duì)車站主體結(jié)構(gòu)中柱彈性模量進(jìn)行折減換算，將其等效為厚度0.8 m 的連續(xù)縱墻，等效后中柱混凝土彈性模量為3.85×103MPa。

圖4 土-地下連續(xù)墻-主體結(jié)構(gòu)相互作用體系有限元模型Fig. 4 Finite element model for soil-diaphragm wall-subway station interaction system

2 計(jì)算結(jié)果分析

2.1 車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)向變形

地鐵地下車站結(jié)構(gòu)中柱柱頂鉛芯橡膠隔震支座的設(shè)置改變了結(jié)構(gòu)內(nèi)部構(gòu)件的連接方式，因此改變了車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)移。圖5 給出了不同基巖輸入地震動(dòng)作用下，采用不同隔震措施的地鐵地下車站主體結(jié)構(gòu)側(cè)墻最大相對(duì)側(cè)移曲線。由圖5 可知，由于輸入地震動(dòng)頻譜特性與峰值加速度不同，結(jié)構(gòu)最大側(cè)移反應(yīng)不盡相同。以Kobe 波工況為例，與中柱采用傳統(tǒng)完全約束連接的車站主體結(jié)構(gòu)相比，當(dāng)中柱柱頂設(shè)置鉛芯橡膠隔震支座時(shí)，結(jié)構(gòu)側(cè)墻的最大相對(duì)側(cè)移曲線整體偏大；同時(shí)，柱頂設(shè)置3 層隔震支座較2 層隔震支座結(jié)構(gòu)側(cè)墻最大相對(duì)側(cè)移曲線略偏大，隨著輸入峰值加速度的增大，放大效應(yīng)逐漸增大。整體上看，柱頂鉛芯橡膠隔震支座削弱車站主體結(jié)構(gòu)抗側(cè)移能力，且隔震支座層數(shù)越多，削弱程度越明顯。為進(jìn)一步分析柱頂鉛芯橡膠隔震支座設(shè)置位置對(duì)地鐵地下車站主體結(jié)構(gòu)各層側(cè)向變形的影響，在不同基巖輸入地震動(dòng)作用下，對(duì)不同隔震措施的車站主體結(jié)構(gòu)各層最大層間位移角隨峰值加速度的變化進(jìn)行研究（圖6）?？傮w來看，柱頂設(shè)置3 層隔震支座時(shí)車站主體結(jié)構(gòu)各層最大層間位移角數(shù)值最大，柱頂設(shè)置2 層隔震支座的結(jié)構(gòu)次之，采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)最小，且結(jié)構(gòu)各層最大層間位移角差別較小。然而，以什邡八角波輸入峰值加速度PBA=0.4g工況為例，采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)，中底層最大層間位移角反而大于設(shè)置隔震支座的結(jié)構(gòu)，同時(shí)中底層最大層間位移角明顯大于頂層。出現(xiàn)這種現(xiàn)象的原因是什邡八角波頻譜特性不同，當(dāng)基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA=0.4g時(shí)，車站主體結(jié)構(gòu)產(chǎn)生更大的剪切彎曲變形與嚴(yán)重的地震損傷破壞，從而導(dǎo)致該工況下車站主體結(jié)構(gòu)的側(cè)向變形特征較特殊，側(cè)墻變形曲線初步呈反S 形（圖5(b)）。根據(jù)《地下結(jié)構(gòu)抗震設(shè)計(jì)標(biāo)準(zhǔn)》（GB/T 51336-2018）（中華人民共和國住房和城鄉(xiāng)建設(shè)部，2019）中表6.9.1 的規(guī)定，3 層及以上地下結(jié)構(gòu)彈性層間位移角限值取1/1000，彈塑性層間位移角限值取1/250。由圖6 可知，基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA=0.05g時(shí)，除Kobe 波工況外，設(shè)置隔震支座的地下車站結(jié)構(gòu)最大層間位移角基本未超過彈性層間位移角限值，處于完全彈性工作狀態(tài)；基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA≤0.2g時(shí)，設(shè)置隔震支座的地下車站結(jié)構(gòu)最大層間位移角均未超過彈塑性層間位移角限值，處于彈塑性工作狀態(tài)；而基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA≥0.3g時(shí)，除臥龍波工況外，設(shè)置隔震支座的地下車站結(jié)構(gòu)最大層間位移角基本超過彈塑性層間位移角限值，處于較嚴(yán)重的破壞狀態(tài)。輸入峰值加速度PBA 在0.05g、0.1g、0.2g、0.3g、0.4g工況下，車站所有結(jié)構(gòu)層中最大層間位移角的最大增幅分別為25%、28%、32%、33%、39%。

圖5 側(cè)向位移沿車站主體結(jié)構(gòu)高度的分布曲線Fig. 5 Maximal lateral displacements of subway station structure

圖6 車站主體結(jié)構(gòu)各層最大層間位移角Fig. 6 Maximum interlayer displacement angles of subway station structure

2.2 車站主體結(jié)構(gòu)地震損傷

為進(jìn)一步分析柱頂鉛芯橡膠隔震支座設(shè)置位置對(duì)地鐵地下車站主體結(jié)構(gòu)抗震性能的影響，圖7、圖8 給出了具有代表性的Kobe 波輸入峰值加速度PBA=0.2g（中震）和PBA=0.4g（大震）工況下，采用傳統(tǒng)完全約束連接、柱頂設(shè)置2 層隔震支座和設(shè)置3 層隔震支座時(shí)結(jié)構(gòu)地震受拉損傷云圖（DAMAGET 代表混凝土材料受拉損傷因子，接近于1 時(shí)表示混凝土材料趨于完全受拉開裂破壞）。由圖7、8 可知，輸入峰值加速度PBA=0.2g工況下，采用傳統(tǒng)完全約束連接的車站主體結(jié)構(gòu)在頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處、上下層中板各跨兩端、頂?shù)讓又兄c縱梁連接處均出現(xiàn)明顯的地震受拉損傷；頂、底層中柱柱頂設(shè)置2 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)在下層中板各跨兩端、隔震層中柱與縱梁連接處均未出現(xiàn)明顯地震受拉損傷，且上層中板各跨兩端、頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的受拉損傷程度也略小于傳統(tǒng)連接的結(jié)構(gòu)，然而中層中柱與中縱梁連接處出現(xiàn)了明顯的地震受拉損傷加重現(xiàn)象；柱頂設(shè)置3 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)各層中柱與縱梁連接處、上下層中板各跨兩端幾乎未出現(xiàn)地震受拉損傷，且頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的受拉損傷程度明顯小于傳統(tǒng)連接的結(jié)構(gòu)。

圖7 Kobe 波作用下車站主體結(jié)構(gòu)受拉損傷云圖（PBA=0.2 g）Fig. 7 Tensile seismic damages of subway station under the Kobe wave with PBA=0.2 g

圖8 Kobe 波作用下車站主體結(jié)構(gòu)受拉損傷云圖（PBA=0.4 g）Fig. 8 Tensile seismic damages of subway station under the Kobe wave with PBA=0.4 g

輸入峰值加速度PBA=0.4g工況下，3 種結(jié)構(gòu)在頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的地震受拉損傷程度明顯加重，地震損傷貫穿整個(gè)截面且形成大范圍的損傷橫貫連通區(qū)域；采用傳統(tǒng)完全約束連接的車站主體結(jié)構(gòu)頂、底層中柱全截面貫穿地震受拉破壞，上下層中板各跨兩端出現(xiàn)嚴(yán)重的地震受拉損傷，且兩邊側(cè)墻下部也出現(xiàn)較輕微的地震受拉損傷；相反，頂、底層中柱柱頂設(shè)置2 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)隔震層，中柱均未出現(xiàn)明顯的地震受拉損傷，但未設(shè)置隔震支座的中層中柱幾乎全截面貫穿地震受拉破壞，同時(shí)頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的損傷范圍也略大于傳統(tǒng)連接的結(jié)構(gòu)，兩邊側(cè)墻下部也出現(xiàn)略微的地震受拉損傷；柱頂設(shè)置3 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)各層中柱與縱梁連接處均未出現(xiàn)明顯地震受拉損傷，但頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的損傷范圍略大于傳統(tǒng)連接的結(jié)構(gòu)，且兩邊側(cè)墻下部也出現(xiàn)略微的地震受拉損傷。在強(qiáng)地震作用下，地鐵地下車站結(jié)構(gòu)主要發(fā)生較嚴(yán)重的地震受拉損傷，一般不會(huì)出現(xiàn)明顯的地震受壓損傷（莊海洋等，2019）。本研究中，基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA 較小時(shí)，車站主體結(jié)構(gòu)均未出現(xiàn)明顯的地震受壓損傷。圖9 給出了Kobe 波輸入峰值加速度PBA=0.4g工況下車站主體結(jié)構(gòu)地震受壓損傷云圖（DAMAGEC 代表混凝土材料受壓損傷因子，接近于1 時(shí)表示混凝土材料趨于完全受壓破壞）。由圖9 可知，采用傳統(tǒng)完全約束連接的車站主體結(jié)構(gòu)頂?shù)讓又兄霈F(xiàn)了明顯的地震受壓損傷，主要原因與底層中柱軸壓比較大有關(guān)；相反，頂、底層中柱柱頂設(shè)置2 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)隔震層中柱幾乎未出現(xiàn)明顯地震受壓損傷，但未設(shè)置隔震支座的中層中柱出現(xiàn)了明顯地震受壓損傷；柱頂設(shè)置3 層隔震支座的車站主體結(jié)構(gòu)整體均未出現(xiàn)明顯地震受壓損傷。綜上所述，3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)柱頂鉛芯橡膠隔震支座可有效降低車站主體結(jié)構(gòu)中柱地震受壓損傷。

圖9 Kobe 波作用下車站主體結(jié)構(gòu)受壓損傷云圖（PBA=0.4 g）Fig. 9 Compress seismic damages of subway station under the Kobe wave with PBA=0.4 g

2.3 結(jié)構(gòu)中柱關(guān)鍵結(jié)點(diǎn)動(dòng)應(yīng)力反應(yīng)

為進(jìn)一步探究柱頂鉛芯橡膠隔震支座降低隔震層中柱地震損傷的機(jī)理，圖10 給出了Kobe 波輸入峰值加速度PBA=0.4g工況下，地鐵地下車站主體結(jié)構(gòu)中柱頂?shù)锥岁P(guān)鍵結(jié)點(diǎn)動(dòng)應(yīng)力反應(yīng)時(shí)程曲線，其中規(guī)定應(yīng)力符號(hào)以拉應(yīng)力為正、壓應(yīng)力為負(fù)。當(dāng)結(jié)點(diǎn)拉應(yīng)力超過混凝土極限抗拉強(qiáng)度（σtu=2.4 MPa）時(shí)，認(rèn)為混凝土發(fā)生開裂破壞，當(dāng)結(jié)點(diǎn)壓應(yīng)力超過混凝土極限抗壓強(qiáng)度（σcu=20.1 MPa）時(shí)，認(rèn)為混凝土發(fā)生壓碎破壞，混凝土初始屈服壓應(yīng)力σc0取值為14.64 MPa。

由圖10 可知，采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)中柱結(jié)點(diǎn)A、B、E、F 在強(qiáng)震作用下處于明顯循環(huán)拉壓受力狀態(tài)，且動(dòng)拉應(yīng)力峰值接近混凝土極限抗拉強(qiáng)度；而柱頂設(shè)置兩層和三層隔震支座的結(jié)構(gòu)頂?shù)讓又兄Y(jié)點(diǎn)A、B、E、F 在強(qiáng)震作用下完全處于受壓狀態(tài)。此外，采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)，中柱結(jié)點(diǎn)C 和D 在強(qiáng)震階段出現(xiàn)了一定的循環(huán)拉壓受力狀態(tài)；頂、底層中柱柱頂設(shè)置兩層隔震支座的結(jié)構(gòu)，中層中柱對(duì)應(yīng)的結(jié)點(diǎn)C 和D 動(dòng)拉應(yīng)力峰值較未設(shè)置隔震支座時(shí)大，且接近于混凝土極限抗拉強(qiáng)度，處于嚴(yán)重的循環(huán)拉壓受力狀態(tài)；而頂、中、底層中柱柱頂設(shè)置3 層隔震支座的結(jié)構(gòu)，中柱對(duì)應(yīng)的結(jié)點(diǎn)C 和D 仍完全處于受壓狀態(tài)。整體上看，頂、中、底層中柱柱頂設(shè)置3 層隔震支座的結(jié)構(gòu)中柱關(guān)鍵結(jié)點(diǎn)動(dòng)拉應(yīng)力明顯小于采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)中柱，近似處于完全受壓狀態(tài)。

圖10 Kobe 波作用下車站結(jié)構(gòu)中柱關(guān)鍵節(jié)點(diǎn)動(dòng)應(yīng)力反應(yīng)時(shí)程曲線（PBA=0.4 g）Fig. 10 Time-history curve of dynamic stress for critical nodes of columns under the Kobe wave with PBA=0.4 g

3 主要結(jié)論

本文以提升三層三跨框架式地鐵地下車站結(jié)構(gòu)抗震薄弱構(gòu)件抗震性能為出發(fā)點(diǎn)，采用在柱頂不同位置設(shè)置鉛芯橡膠隔震支座的方法，建立土-地下連續(xù)墻-主體結(jié)構(gòu)非線性靜動(dòng)力耦合相互作用的二維整體時(shí)域有限元分析模型，分析了柱頂隔震支座的設(shè)置位置對(duì)地下車站主體結(jié)構(gòu)的側(cè)向變形、地震損傷和中柱動(dòng)應(yīng)力反應(yīng)等結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)特性的影響，得到以下結(jié)論：

（1）柱頂鉛芯橡膠隔震支座削弱框架中柱對(duì)結(jié)構(gòu)縱梁的水平約束作用，因此隔震體系整體抗側(cè)移能力降低，進(jìn)而導(dǎo)致地下車站結(jié)構(gòu)的側(cè)移反應(yīng)加大，其頂?shù)组g最大相對(duì)位移以及各層最大層間位移角較采用傳統(tǒng)完全約束連接的結(jié)構(gòu)大，輸入峰值加速度PBA 在 0.05g、0.1g、0.2g、0.3g、0.4g工況下，各層最大層間位移角的最大增幅分別為25%、28%、32%、33%、39%，PBA=0.3g和0.4g工況下分別超過規(guī)范規(guī)定彈塑性層間位移角限值約15%、78%。

（2）若僅按照3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)頂層和底層的中柱為抗震最薄弱構(gòu)件考慮，在3 層3 跨地鐵地下車站結(jié)構(gòu)頂、底層中柱柱頂設(shè)置2 層隔震支座時(shí)，雖能減輕頂層和底層中柱的地震損傷，但會(huì)明顯加重未設(shè)置隔震支座的中間層中柱地震損傷，大震下還會(huì)增加結(jié)構(gòu)頂?shù)装迮c側(cè)墻連接處的地震損傷范圍；然而，在地下車站結(jié)構(gòu)各層中柱柱頂均設(shè)置隔震支座時(shí)，能夠明顯降低各層中柱和中板地震損傷，整體減隔震效果尤為顯著。

（3）對(duì)于3 層3 跨框架式地鐵地下車站結(jié)構(gòu)，采用各層中柱柱頂均設(shè)置隔震支座的措施較頂、底層中柱柱頂設(shè)置2 層隔震支座的減隔震效果好，能有效降低結(jié)構(gòu)各層中柱地震損傷，提升車站結(jié)構(gòu)的整體抗震性能。根據(jù)本研究，基巖輸入地震動(dòng)峰值加速度PBA≤0.2g時(shí)（相當(dāng)于罕遇地震），中柱未隔震的3 層3 跨框架式地鐵地下車站結(jié)構(gòu)處于中等地震破壞狀態(tài)，而采用全中柱隔震的中柱、中板和側(cè)墻基本處于彈性工作狀態(tài)，此時(shí)車站結(jié)構(gòu)處于輕微地震破壞。