单舱地下综合管廊地震动力响应振动台模型试验研究

王振强, 冯 立, 陈志雄, 魏奇科, 韩 亮

(1.中冶建工集团有限公司，重庆 400080；2.重庆大学土木工程学院，重庆 400045)

21世纪是城市地下空间高速发展、充分利用的时代，为了满足中国城市现代化建设的需要，使城市资源得以合理的开发和利用，城市地下公用管线将逐渐发展转变为统一规划、设计、建设和维护的城市地下综合管廊[1]，这涉及城市的给水、排水、煤气、天然气、热力、各类化学液体、电信设施工程以及工矿输送油、蒸汽、压缩气与循环水等各种管线传送系统，城市地下综合管廊服务人类生活的方方面面，因此被称为“生命线工程”。由于地下综合管廊发生震害后将直接影响城市供水、供气、供电、供油或供暖，危及居民的正常生活，而且管廊处于地面以下，具有造价较高，破坏后修复困难的特点，因此对地下综合管廊进行抗震反应分析，分析管廊的振动特性，据以作出管廊的抗震设计和管廊的可靠度评价，是地下综合管廊建设发展过程中必不可少的重要环节。

在1995年阪神地震前，很少有关于地下结构在地震中遭到严重破坏的新闻报道，人们认为地下建筑结构具有比较好的抗震性能，直到在日本阪神大地震中，地铁车站以及区间隧道遭受到了大规模的破坏，各国专家学者对地下结构的力学性能研究开始重视。Tsinidis等[2]发现在地震激励下，地下结构周围土体提供的运动荷载大于由结构本身振动引起的惯性荷载，所以地下结构与地上结构的抗震性能完全不同。Hashash等[3]提出综合管廊属于开凿覆盖式结构，管廊在地震中的结构脆弱性高于传统的圆形钻孔隧道。随着地下综合管廊在世界范围内的推广应用，其力学性能和抗震研究得到广大学者的关注[4-7]，但是对地下综合管廊抗震的系统研究还不成熟，目前对综合管廊的加速度响应、结构土压力分布、结构的地震应变以及板、边墙的地震弯曲力矩、复合变形模式等问题尚不清楚。

中国是开始地下综合管廊建设和规划较晚的国家，对于管廊抗震的研究较为落后。近年来，中国开始有学者研究地下综合管廊的抗震问题。哈尔滨工业大学的汤爱平教授团队[8-9]从管廊整个体系出发，通过振动台试验分析了管廊结构各组成部分(干线和支线、混凝土侧壁、管廊内管道)的地震反应变化规律。同济大学的李杰教授团队[10-12]利用叠层状剪切箱设计了地下综合管廊的振动台试验并进行了数值计算，试验表明，非一致地震激励下的管廊结构响应比一致地震作用下的结构响应大得多，且数值模拟结果与试验结果吻合较好；杨剑等[13]运用FLAC软件对地下综合管廊在地震激励下土体液化后的加速度、超孔压比、结构变形及内力响应进行了数值模拟，同时发现土体振动液化后管廊产生了较大的侧向和上浮位移。施有志等[14-15]通过建立非线性有限元三维动力数值模型，研究了综合管廊土-接触面参数对地震动力响应特征的影响。Tan等[16]利用模糊理论对地下综合管廊的安全性进行了评估。由于地下综合管廊的抗震性能研究较为复杂，缺乏可靠的分析工具，目前采用较多的方法是对管廊原型进行现场监测或者将管廊模型化后通过试验验证。采用振动台模型试验的研究方式，能较为科学地模拟地下结构的地震动力响应[17-20]，以此分析单舱综合管廊在不同峰值加速度的EL-Centro波作用下，管廊与土体系统的动力响应规律，以期为地下综合管廊的抗震设计提供参考依据。

1 振动台模型试验方法

1.1 试验装置

试验在重庆大学岩土工程振动台实验室中进行，实验室建设有小型地震模拟振动台系统，最大加速度为2g(g为重力加速度)，振动频率为0～50 Hz，台面尺寸为1.2 m×1.2 m，载重1 t，为美国ANCO公司进口成套设备，具有精度高、快速灵活、试验成本较低的优点，主要用于岩土工程、结构工程的地震模拟研究。利用DHDAS动态信号采集系统记录试验数据。

在模拟地下土体半无限空间土域的振动台模型试验中，叠层剪切模型箱土箱可以比较好地模拟自由场地的边界条件[21]。试验采用的叠层式土箱参数如下：内壁之间长0.95 m(沿着水平振动方向)，宽0.85 m(垂直于水平振动方向，内部高 0.65 m)，如图1所示。

图1 叠层式剪切土箱

1.2 综合管廊模型设计

该振动台模型试验依托实际工程为原型，管廊截面选取为单箱矩形，结构形式为无接缝单一结构，根据实验室振动台尺寸和模型箱尺寸的限制，以1:15的几何相似比放缩管廊尺寸，管廊高度为300 mm，宽为233 mm，轴向长度为800 mm,壁厚为20 mm，截面倒角宽度为10 mm，并用微粒混凝土(弹性模量为6 062 MPa)模拟实际混凝土、12#镀锌铁丝模拟实际钢筋、福建标准砂(相对密度为2.63)模拟真实土层，利用似量纲分析法确定相似系数，如表1所示。为了保证管廊结构在振动过程中沙粒不进入管廊箱体内部，并降低地震波在模型箱边界的反射效应[22],管廊轴向两端粘贴10 mm厚的聚苯乙烯泡沫板，使管廊体处于密封状态，试验装置如图2所示。

图2 管廊模型

1.3 传感器的布置

为了得到该单舱无接缝管廊以及地基土体在横向一致地震激励下的动应变、加速度、动土压力等响应规律，该试验中共布置了36张应变片，14台加速度计以及14台土压力盒。考虑到模型的边端效应，传感器集中布置在管廊的中部截面，应变片沿横向粘贴，具体位置如图3、图4所示。

A为加速度计；P为土压力盒

S为应变片

1.4 地震波的选取与加载方案

试验选取具有强震记录的实测地震数据曲线EL-Centro波，其特点为持续时间较长，频谱丰富，图5所示为EL-Centro波的实测加速度时程曲线及其傅里叶谱。该管廊属于地下浅埋细长型结构，在横向(垂直于管线轴向)地震激励下破坏更为明显，故采用横向一致地震激励的方式，根据试验相似比系数，将地震持续时间压缩为实际地震波的0.115 4倍，地震峰值加速度分别调幅为0.2g、0.4g、0.8g、1.2g四种依次增强的地震波，以此观察不同地震峰值加速度下地下综合管廊的地震响应特性变化规律。

图5 EL-Centro地震动时程及其傅里叶谱

2 模型试验结果分析

振动台试验采用地震峰值加速度逐渐增强的方式进行，初期当加速度为0.2g时，土体表面仅有轻微晃动，无其他明显现象发生；加速度为0.4g时晃动幅度明显增强，模型箱边界砂土有向中间聚拢的趋势，土体表面整体出现轻微下沉，管廊结构完好，未发现裂缝产生；当加速度达到0.8g时，土体表面少许砂粒出现跳动，模型箱边界与砂土在振动过程中出现反复分离，土体沉降量增大；当加速度达到1.2g时，模型箱在振动方向晃动剧烈，箱体边界与砂土分离愈加明显，沙粒在振动沉降过程中变得十分紧实。在整个振动台地震激励过程中，管廊结构体未出现失效破坏。下面针对不同峰值加速度地震激励下，地下综合管廊结构的应力应变和加速度特性，以及土体不同部位、不同埋深动土压力和加速度响应进行分析。

2.1 加速度响应分析

为了观测模型土体自由表面在地震作用下加速度的分布特性，从管廊模型边墙上方到模型边界方向，每间隔120 mm分别在土表布置了A7、A2、A12三台加速度计。试验结果表明，土体自由表面选取的该三个点在不同加速度地震波作用下，各点加速度特性均无明显差异，这说明叠层剪切模型箱较好地模拟了土体的自由边界，土体表面的地震作用响应几乎未受到模型条件的干扰。以表2中EL-0.4g地震波的试验值为例。

表2 土体自由表面加速度特性(EL-0.4g)

图6 管廊侧壁土体加速度峰值随深度变化曲线

图7 管廊侧壁土体加速度放大系数随深度变化曲线

在沿管廊边墙的竖直方向分别布置了A7、A8、A3、A11、A4、A15等六台加速度计，由于A7加速度计位于土体表面，在振动台试验过程中可能出现安装松动等不利因素，因此重点分析A7以下五处加速度的响应特性。其中A8与A3、A4与A15间距100 mm,其他加速度计之间间距150 mm。土体加速度反应特征表明：①土体在地震作用下的加速度响应随着地震峰值加速度的增强而增强；②当地震峰值加速度小于0.8g时，土体峰值加速度呈现随深度逐渐减小的趋势，而当地震峰值加速度达到0.8g及以上时，土体峰值加速度出现上底两端大中间小的变化规律，这说明在强震作用下，由于管廊结构的存在，破坏了土体原本的稳定性，底层土体活跃性变强，如图6所示；③随着地震输入峰值加速度的增强，土体各点的加速度放大系数减小，当地震峰值加速度达到0.8g后，加速度放大系数开始降低至1以下,在同以地震波作用下，土体各点加速度放大系数随着深度加深而减小，如图7所示,这表明在地震过程中，模型上部土体受到地震作用的响应明显强于模型底部土体，土体自由表面加速度放大效应最为强烈；④从频谱特性来看，在模型上部土体中的卓越频率明显大于下部的卓越频率，且从卓越频率对应的振幅来看，也有随着深度逐渐减小的趋势。由于文章篇幅限制，图8仅展示0.8g峰值加速度EL-centro地震波作用下，A8、A3、A11、A4、A15各点的加速度时程及傅里叶谱。

图8 管廊侧壁土体各点加速度时程曲线及傅里叶谱(EL-0.8g)

图9 EL-Centro地震波下管廊侧壁及其相邻土体的峰值加速度比较

在管廊模型结构侧壁内部从上到下分别布置了A14、A10、A5三台加速度计，管廊侧壁加速度反应特征表明：①随着地震波输入峰值加速度的增强，结构加速度反应变强。在同一地震波作用，结构侧壁上部的加速度响应最强，中部次之，底部最弱，这说明整个地震过程中管廊结构上端晃动最为强烈，与周围土体运动规律一致；②从边墙峰值加速度与周围土体峰值加速度对比可以看出，在结构边墙中部出现结构加速度明显大于周边土体峰值加速度的现象(图9)，说明地下管廊在受到地震的激励作用下，尽管周边墙体受到周围土体的包裹束缚，边墙和土体在振动过程中出现了脱离，管廊结构的加速度运动响应依旧较活跃；③比较管廊边墙三点的加速度响应频谱特征，尽管三点的加速度幅值和卓越频率对应幅值有所差异，但是其傅里叶谱线能很好地吻合，其频率组成几乎没有差异(图10)，这说明管廊在地震作用过程中保持了较好的整体性。

图10 管廊侧壁各点加速度时程曲线及傅里叶谱(EL-0.8g)

2.2 动土压力响应分析

如图3中所示，本模型试验在单舱管廊模型及周边土体的各个部位有序布置了一系列土压力盒，以此来监测地震作用过程中整个实验体系内的动土压力响应。由于振动的时效性，在试验数据分析时，主要考虑每次振动下的最大水平动土压力。

图11反映了管廊侧壁竖直平面上的水平土压力响应。由图11可知，土体表面以下，水平土压力响应的分布几乎都呈现“W”形，管廊上下边缘处的水平土压力增量值较大，而中部则小很多，这是由于在振动台试验过程中，由于振动作用的影响以及管廊侧壁对周边土体运动的约束作用，部分土体发生移动而部分土体保持位置不变或者变化较小，土体之间发生了不均匀位移或相对位移，这种土颗粒之间的相对运动受到土体抗剪强度的阻抗，导致产生移动的土体压力变小，而位置不变或者移动很小的土体压力变大，产生了土拱效应[23]。一般来说，管廊上下边缘的水平土压力增量比管廊中部大180%～500%，而在1.2g的EL-Centro地震波作用时，管廊上水平土压力增量的最小值转移到了上边缘，可推测在强烈地震加速度作用下，管廊与土体发生了较大程度的脱离，而且整个截面产生了往复偏斜倾覆。另外，管廊结构和其周围土体这两部分来看，土体的最大水平土压力增量一般均小于结构表面的土压力增量，由此可以得知管廊结构对地震的响应要大于周围土体。

图11 不同峰值加速度地震作用下管廊侧壁沿深度最大水平土压力分布

由图11可知，当加速度小于等于0.8g时，随着地震波加速度的增大，引起管廊的水平土压力响应也不断增大，而当加速度大于0.8g时，引起的土压力响应产生了例外，其土压力响应开始转而变小。这说明在不同加速度作用下，管廊与土体之间的相互作用也发生了变化。

2.3 管廊结构应变响应分析

根据以往的地震案例，在地震发生后，地下结构上产生了不同程度的裂纹，这是由于结构内部产生了较大拉应力，引起结构开裂导致。而结构轻微开裂尽管能够满足承载力要求，但是渗透性将会发生显著改变，钢筋会遭受严重锈蚀。所以研究地震作用发生时，结构的应变响应很有必要的。考虑到结构面临最危险的情况，所以此处主要分析最大应变响应。

振动台试验施加的是横向一致地震激励，即振动方向垂直于管廊轴向方向，故管廊结构在振动过程中主要产生横向的应力和应变。因此模型试验在管廊的端部截面和中部截面沿横向有序地布置了共36张应变片，以此记录管廊结构在振动过程中的应力、应变响应。试验结果表明：①管廊模型各点的横向应变均随着地震峰值加速度的增大而增大，不管是对于中部截面还是端部截面，对于顶、底部和侧壁各角点处应变较大而中间位置应变较小(几乎为零)，且同一面上的两个对称角点最大应变响应数值较接近，这说明在振动过程中管廊结构的对称性较好；②比较端部截面和中部截面各点的最大应变响应可知，中部截面的应变响应比端部截面的应变响应更强，管廊结构在地震作用下中部截面更容易破坏。

为了更加形象地分析管廊结构的变形反应，模型试验通过试验数据和相关公式计算出了管廊结构的弯矩分布图。由于地震反应的时程性，管廊结构在地震过程中的弯矩分布变化十分迅速，为了找出最大的弯矩响应，搜索一次模拟试验中结构所有测点中产生的最大响应及其对应的时刻，然后根据此刻的应变数据计算结构弯矩的进行分析。在计算弯矩时，取管廊结构一延米长(即单位长度)进行分析，具体计算参数如表3所示。

表3 管廊结构弯矩计算参数

管廊截面弯距M计算公式为

M=μεWE10-9

(1)

式(1)中：M为管廊截面弯矩，N·m；με为管廊结构的微应变，10-6；W为一延米长管廊结构的抗弯截面系数，mm3；E为混凝土的弹性模量，MPa。图12所示为单舱模型管廊在不同地震波、不同加速度地震作用下的中部截面的最大弯矩响应。

单位：N·m

2.4 频率响应

每个系统都有其自振频率，如果振动频率与自振频率相近，振动响应将会加强，当振动频率与系统自振频率相同时，将会发生共振。为了研究试验中土-结构系统的频率特性，峰值地面加速度(peak ground acceleration，PGA)为0.2g且具有不同频率的正弦波，比较它们的动土压力与加速度响应规律，如图13所示。结果表明动土压力与加速度均在15 Hz附近产生了陡变，当正弦波频率为15 Hz振动响应最强烈，因此可以推断，中土-管廊结构系统的自振频率在15 Hz左右。

图13 不同频率正弦波作用下土压力与加速度变化

3 结论

根据不同峰值加速度EL-Centro地震波作用下的单舱地下综合振动台模型试验结果，所得结论如下。

(1)土体与管廊结构在振动过程中相互制约，存在明显的土-结构相互作用，在强震作用下管廊侧壁和土体出现脱离的情况，但管廊结构的运动始终保持了较好的整体性。

(2)管廊周边土体由于受到管廊壁的约束作用，土体发生不均匀位移或相对位移，水平动土压力分布形式错综复杂，土拱效应明显。

(3)在横向一致地震作用下，管廊结构横向应变随着地震输入峰值加速度的增强而增大，其中管廊结构中部截面变形最为明显，各截面角点处的变形位移最大，是抗震设计中需要重视的关键部位。