青島地鐵某地下車站結構抗震數值模擬計算分析

朱雯蕾 李寧

摘 要：為了研究地鐵地下車站在地震荷載作用下的受力情況，以青島地鐵某明挖地下車站為例，通過靜力法和時程分析法分別建立二維數值模型，對明挖地下車站標準斷面的受力進行結構抗震性能模擬分析;對車站大里程端節點結構建立三維數值模型，進行結構抗震性能模擬分析。車站標準斷面二維模擬計算結果表明，時程分析法與靜力法 2 種計算方法得到的內力計算結果比較接近，頂板跨中、底板支座、底板跨中、側墻支座、側墻跨中均受靜力法計算結果控制，頂板支座、中板支座、中板跨中受時程分析法控制，對比基本荷載組合、準永久荷載組合的內力及相應的配筋計算，地震荷載組合對車站結構各構件承載力并不起控制作用;大里程端節點結構三維模擬分析結果表明，車站結構各構件滿足抗震設計要求。

關鍵詞：地鐵;地下車站;抗震;數值模擬

中圖分類號：U23

0 引言

我國城市軌道交通以及城市地下空間規劃利用迅速發展，預計到2020年末，城市地下結構數量增長迅速[1]。伴隨著地下結構震害的頻現[2]，地下結構的抗震性能分析和地下結構抗震性能提高日漸引起人們重視，各國學者對于地下結構在地震作用下的反應特性做了大量研究[3-9]，對于地下結構的抗震計算已成為地鐵結構設計必需的一部分[10-16]。

為了研究地鐵地下車站在地震荷載作用下的受力情況，本文利用通用有限元程序，以青島地鐵某明挖地下換乘車站為例，分別通過靜力法和時程分析法建立二維數值模型進行明挖地下車站典型斷面的各荷載工況下的受力計算，并對包含車站主體、兩側風亭、2線的區間結構的車站大里程端節點結構建立三維數值模型，計算分析節點結構的抗震性能。

1 工程概況

青島某地鐵地下車站為2線平行換乘站，采用地下二層五柱六跨車站形式，為雙島四線車站，車站長282.0 m，寬45.0 m，設置4個出入口，4個風亭組，車站規模較大。車站標準段主體結構橫剖面見圖1，車站大里程節點處結構見圖2。

車站場地為剝蝕殘丘地貌，地形起伏較大，車站范圍內穿越地層為素填土、強風化流紋巖、強風化流紋巖（砂土狀碎裂巖）、中風化流紋巖、中風化流紋巖（塊狀碎裂巖）、微風化流紋巖、微風化流紋巖（碎裂狀）;水位埋深0.60～8.10 m，穩定水位標高為-0.74～22.73 m，場地內地下水富水性差，水量貧乏。

車站場地抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度值為0.1 g，建筑場地類別為Ⅱ類，設計地震分組為第二組，地震動反應譜特征周期為0.40 s。

2 標準斷面二維抗震計算

抗震設計中地震效應的計算方法有靜力法、反應位移法、反應加速度法、時程分析方法等。本文綜合

GB 50111-2006《鐵路工程抗震設計規范》[17]和GB 50909-2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]的要求，分別采用靜力法和時程分析方法進行抗震效應計算，并對結果進行對比分析。由于車站縱向尺寸較長，橫向尺寸較小，標注斷面可以簡化為平面應變問題。

2.1 靜力法計算

2.1.1 地震荷載

參照鐵路隧道結構地震作用分析方法，地鐵車站采用等效靜力法進行地震作用分析，其地震作用工況荷載如圖3所示，其中F1為側墻自重慣性力，F2為頂板覆土自重（包括地面超載）慣性力;Pi為作用于各層板處慣性力;Δe為各點主動側向土壓力增量;Kv、Kh為地層彈簧系數。

根據《鐵路工程抗震設計規范》[17]，可以分別計算出車站各板、側墻的水平地震力以及由地震引起的主動側向土壓力增量。

2.1.2 組合荷載及模型

在地震荷載（圖3）作用基礎上，結構抗震計算中考慮荷載組合作用，組合荷載為：永久荷載+可變荷載+地震荷載。

利用MIDAS/CIVIL程序，采用“荷載-結構”模型，二襯采用二維梁單元模擬，梁單元寬度為單位寬度，梁高為實際襯砌厚度，圍巖抗力采用彈簧單元模擬，主體結構按作用在彈性地基上的閉合框架結構進行計算分析。車站標準段主體結構靜力法計算模型見圖4。

2.1.3 計算結果

在組合荷載作用下結構內力計算結果如圖5～圖7所示，由圖5～圖7可見，結構外側最大受力點位于底板側墻支座，最大彎矩值為1 103 kN · m;結構內側最大受力點位于底板和負二層側墻跨中，最大彎矩值為434 kN · m。

2.2 時程法計算

2.2.1 計算參數

根據本地鐵線路《工程場地地震安全性評價報告》（以下簡稱《安評報告》），車站計算50年超越概率為63%、10%、2% 3種概率水準的地表水平峰值加速度分別為55.8 cm/s2、106.4 cm/s2、193.5 cm/s2。本工程計算采用50年超越概率為10%的地面加速度反應譜和峰值加速度作為地震動時程合成的目標峰值和反應譜，《安評報告》提供的地震波峰值為1.06 m/s2，通過調整系數1.004保持其原有波形并將峰值提高到1.064 m/s2，由此得到地震反應分析所需的地震動時程曲線，如圖8所示。

車站地表水平向峰值加速度和反應譜參數根據《安評報告》確定，土層剖面的土層分層厚度、土體性狀描述以及土體的力學特性參數根據地勘報告確定。

2.2.2 計算模型

采用“地層-結構”模型進行時程分析，是把地震視為一個隨時間變化的過程，并將地下結構物和周圍土體介質視為共同受力變形的整體，通過直接輸入地震加速度記錄，在滿足變形協調的前提下分別計算結構物和土體介質在各個時刻的位移、速度、加速度以及應變和內力，據以檢算場地的穩定性[19]。

利用MIDAS/GTS軟件，采用Mohr-Coulomb土體本構模型，進行時程法計算分析。計算模型邊界采用阻尼彈簧模擬地基的粘-彈性邊界彈性性能，車站主體標準段計算模型如圖9所示。

2.2.3 標準段結構計算

（1）位移計算結果。在模型中輸入《安評報告》提供的50年超越概率為10%的地震動時程（圖8）進行動力時程法分析，得出車站結構的最大水平位移云圖，見圖10。由圖10可見，結構最大相對位移為18.52 mm，頂板位移大于底板位移，且結構位移由底到頂為連續性增大。選擇模型中側墻處頂板和底板的監測點，得到其相對位移的動力時程曲線見圖11。由圖11可見，頂底板相對位移變化趨勢與地震力變化趨勢一致，且頂底板相對位移最大值為1.34 mm。

（2）內力計算結果。根據時程法得出的結構位移時程曲線，以結構底板的絕對位移作為基準，通過反應位移法計算得到地震動作用下結構的相對水平位移峰值，即底板位移取為零，頂板最大位移為1.34 mm，如圖12所示。在模型中將最大相對位移值施加在結構節點上，即可得到水平地震力作用下的結構內力值，計算的內力值與結構自重、水土壓力等靜力荷載下的內力進行組合疊加，最終得出地震荷載下的結構內力設計值，如圖13～圖15所示。由圖13～圖15可見，結構外側最大受力點位于底板側墻支座，最大彎矩值為1 094 kN · m;結構內側最大受力點位于底板和負二層側墻跨中，最大彎矩值為430 kN · m。

2.3 結構抗震計算結果對比分析

根據上述靜力法和時程法的內力計算結果，選取結構典型斷面位置，對2種不同地震工況內力計算方法所得結果進行對比分析，分析結果如表1所示。由表1分析可以得出如下結論。

（1）時程法與靜力法

2種計算方法除個別點以外，內力計算結果比較接近。

（2）頂板跨中、底板支座、底板跨中、側墻支座、側墻跨中均受靜力法計算結果控制，頂板支座、中板支座、中板跨中受時程法控制，符合類似地層中其他車站的計算結論。

（3）時程法與靜力法2種方法計算結果有所區別，這主要是由于2種計算方法在位移計算、模型邊界約束及彈簧布置等方面有所不同導致。

2.4 抗震性能檢算

2.4.1 承載力檢算

根據GB 50111-2006《建筑抗震設計規范》[17]，對地震工況荷載進行組合荷載設計時還需考慮承載力抗震調整系數γRE，抗震墻等構件調整系數按0.85考慮。根據地震組合荷載的內力包絡值進行承載力配筋，與構件極限承載力和裂縫控制的實際配筋進行比較，其結果見表2。經過表2分析比較基本荷載組合、準永久荷載組合、地震荷載組合的內力及相應的配筋計算，車站結構各構件的控制組合為基本荷載組合與準永久荷載組合共同控制，地震組合荷載并不起控制作用，承載力滿足抗震要求。

2.4.2 變形檢算

由地震工況下車站結構變形云圖（圖10）可知，結構整體變形近似線性變化，結構傳力途徑簡捷、明確，豎向構件連續貫通，無結構薄弱部分;根據標準斷面時程分析計算，結構層間位移角為1 / 9 977，小于GB 50909-2014 《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]規定的鋼筋混凝土矩形斷面結構彈塑性層間位移角限值1/250，結構能夠滿足抗震變形要求。

3 特殊節點結構三維抗震計算

計算車站為2線地鐵線路平行換乘車站，車站設4組

風亭與主體端頭連接，根據地鐵線路的《安評報告》及GB 50909-2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]，需要檢驗算罕遇地震工況下車站典型節點位置的結構抗震性能，其中大里程端節點結構由車站端墻、2個區間線暗挖區間隧道、2組風亭組與車站主體銜接節點組成，結構異形程度較高，為此采用MIDAS/GTS來建立三維數值模型。

3.1 三維計算模型

考慮到結構特點，本次計算采用“地層-結構”模型模擬，建立模型如圖16、圖17所示。模型底部水平方向施加地震動的加速度荷載，考慮到主體與風道銜接是潛在的結構切向最薄弱點的方向，在進行三維時程分析時，時程加速度主方向為x，y、z分別為次、再次方向，3個方向加速度峰值比例為1 ： 0.85 ： 0.65。土體采用實體單元，結構采用殼單元進行模擬。

3.2 時程分析參數輸入

地震加速度采用山東省地震工程研究院提供的地震加速度時程曲線（圖18），峰值加速度取212.2 m/s2進行結構抗震性能驗算。

3.3 計算結果及分析

通過計算，得到車站大里程端節點結構主方向x向最大水平位移云圖如圖19所示，車站大里程處頂板和底板的相對位移時程如圖20所示，車站大里程節點結構變形縫處結構的相對位移時程如圖21～22所示。

由圖19可見，在罕遇地震波下，車站結構位移由下向上逐漸增大，結構最大位移發生在出地面的風亭通風口，車站結構板變形由側墻向中間逐漸增大;由圖20可見，車站頂板和底板結構的最大相對位移為5.49 mm，最大層間位移角發生在地下一層，層間位移3.1 mm，層間位移角為1 / 2 020，小于規范規定的混凝土結構彈塑性層間位移角限值1 / 250，結構能夠滿足抗震要求。

從圖21～22中可以看出，車站主體與風亭組變形縫處的最大相對位移為1.01 mm，區間結構變形縫處的最大相對位移為0.41 mm。因此，在設計地震作用下車站的差異變形量不大，能滿足抗震中“經一般修理后仍可繼續使用”的要求。

4 結論

（1）通過靜力法和時程法對明挖地下車站典型斷面的各荷載工況下的受力計算，2種計算方法除個別點以外，內力計算結果比較接近;頂板跨中、底板支座、底板跨中、側墻支座、側墻跨中均受靜力法計算結果控制，頂板支座、中板支座、中板跨中時程法控制。

（2）比較基本荷載組合、準永久荷載組合、地震組合荷載的內力及相應的配筋計算，地震組合荷載對車站結構各構件并不起控制作用。

（3）通過對車站大里程端的主體端頭、兩側風亭、兩線的區間結構節點建立三維數值模型，計算分析大里程端節點結構的抗震性能，可以得出車站結構各構件滿足抗震設計要求。

參考文獻

[1] 梅建萍. 結合政策法規解讀我國城市軌道交通的發展歷程[J]. 城市軌道交通研究，2019，22（3）.

[2] 于翔，陳啟亮，趙躍堂，等. 地下結構抗震研究方法及其現狀[J].解放軍理工大學學報（自然科學版），2000（5）.

[3] 洑旭江，常素萍，陳國興. 地下結構地震反應分析擬靜力法與動力非線性時程法的比較[J]. 地震工程與工程振動，2016，36（1）.

[4] 劉晶波，李彬，劉祥慶. 地下結構抗震設計中的靜力彈塑性分析方法[J]. 土木工程學報，2007（7）.

[5] 劉如山，胡少卿，石宏彬. 地下結構抗震計算中擬靜力法的地震荷載施加方法研究[J]. 巖土工程學報，2007（2）.

[6] 劉晶波，王文暉，趙冬冬，等. 復雜斷面地下結構地震反應分析的整體式反應位移法[J]. 土木工程學報，2014，47（1）.

[7] 畢繼紅，張鴻，鄧芃.基于耦合分析法的地鐵隧道抗震研究[J].巖土力學，2003（5）.

[8] 周川，焦玉勇，張國華，等. 等效線性方法在地鐵車站抗震分析中的應用[J]. 地下空間與工程學報，2015，11（增2）.

[9] 莊海洋，任佳偉，王瑞，等. 兩層三跨框架式地鐵地下車站結構彈塑性工作狀態與抗震性能水平研究[J]. 巖土工程學報，2019，41（1）.

[10] 江虹，郭旺. 地鐵車站抗震設計三維時程分析研究[J]. 建筑·建材·裝飾，2018（7）.

[11] 呂嬌嬌，趙子乾. 天津地鐵10號線典型車站結構抗震分析[J]. 鐵道工程學報，2015，32（10）.

[12] 龍喜安. 佛山地鐵魁奇路地下換乘站抗震性能分析[J]. 城市軌道交通研究，2018，21（3）.

[13] 郝志宏，葉英華，劉運亮，等. 基于ANSYS的北京某明挖地鐵車站抗震分析[J]. 工業建筑，2009，39（增1）.

[14] 李美群. 地鐵換乘車站結構抗震性能數值模擬分析[J]. 天津建設科技，2018，28（4）.

[15] 張金偉. 不同計算方法在暗挖地鐵車站抗震設計中的應用研究[J]. 中國勘察設計，2019（5）.

[16] 閤東東，苗啟松，金鵬. 地震作用下某明挖地鐵站三維動力時程分析[J]. 巖土工程學報，2012，34（增1）.

[17] GB 50111-2006 鐵路工程抗震設計規范[S]. 2006.

[18] GB 50909-2014 城市軌道交通結構抗震設計規范[S]. 2014.

[19] 王立新. 地鐵盾構隧道與礦山法隧道接口段抗震計算研究[J]. 鐵道標準設計，2017，61（3）.

[20] GB 50011-2010 建筑抗震設計規范[S]. 2010.

收稿日期 2019-07-03

責任編輯 朱開明

0 引言

我國城市軌道交通以及城市地下空間規劃利用迅速發展，預計到2020年末，城市地下結構數量增長迅速[1]。伴隨著地下結構震害的頻現[2]，地下結構的抗震性能分析和地下結構抗震性能提高日漸引起人們重視，各國學者對于地下結構在地震作用下的反應特性做了大量研究[3-9]，對于地下結構的抗震計算已成為地鐵結構設計必需的一部分[10-16]。

為了研究地鐵地下車站在地震荷載作用下的受力情況，本文利用通用有限元程序，以青島地鐵某明挖地下換乘車站為例，分別通過靜力法和時程分析法建立二維數值模型進行明挖地下車站典型斷面的各荷載工況下的受力計算，并對包含車站主體、兩側風亭、2線的區間結構的車站大里程端節點結構建立三維數值模型，計算分析節點結構的抗震性能。

1 工程概況

青島某地鐵地下車站為2線平行換乘站，采用地下二層五柱六跨車站形式，為雙島四線車站，車站長282.0 m，寬45.0 m，設置4個出入口，4個風亭組，車站規模較大。車站標準段主體結構橫剖面見圖1，車站大里程節點處結構見圖2。

車站場地為剝蝕殘丘地貌，地形起伏較大，車站范圍內穿越地層為素填土、強風化流紋巖、強風化流紋巖（砂土狀碎裂巖）、中風化流紋巖、中風化流紋巖（塊狀碎裂巖）、微風化流紋巖、微風化流紋巖（碎裂狀）;水位埋深0.60～8.10 m，穩定水位標高為-0.74～22.73 m，場地內地下水富水性差，水量貧乏。

車站場地抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度值為0.1 g，建筑場地類別為Ⅱ類，設計地震分組為第二組，地震動反應譜特征周期為0.40 s。

2 標準斷面二維抗震計算

抗震設計中地震效應的計算方法有靜力法、反應位移法、反應加速度法、時程分析方法等。本文綜合

GB 50111-2006《鐵路工程抗震設計規范》[17]和GB 50909-2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]的要求，分別采用靜力法和時程分析方法進行抗震效應計算，并對結果進行對比分析。由于車站縱向尺寸較長，橫向尺寸較小，標注斷面可以簡化為平面應變問題。

2.1 靜力法計算

2.1.1 地震荷載

參照鐵路隧道結構地震作用分析方法，地鐵車站采用等效靜力法進行地震作用分析，其地震作用工況荷載如圖3所示，其中F1為側墻自重慣性力，F2為頂板覆土自重（包括地面超載）慣性力;Pi為作用于各層板處慣性力;Δe為各點主動側向土壓力增量;Kv、Kh為地層彈簧系數。

根據《鐵路工程抗震設計規范》[17]，可以分別計算出車站各板、側墻的水平地震力以及由地震引起的主動側向土壓力增量。

2.1.2 組合荷載及模型

在地震荷載（圖3）作用基礎上，結構抗震計算中考慮荷載組合作用，組合荷載為：永久荷載+可變荷載+地震荷載。

利用MIDAS/CIVIL程序，采用“荷載-結構”模型，二襯采用二維梁單元模擬，梁單元寬度為單位寬度，梁高為實際襯砌厚度，圍巖抗力采用彈簧單元模擬，主體結構按作用在彈性地基上的閉合框架結構進行計算分析。車站標準段主體結構靜力法計算模型見圖4。

2.1.3 計算結果

在組合荷載作用下結構內力計算結果如圖5～圖7所示，由圖5～圖7可見，結構外側最大受力點位于底板側墻支座，最大彎矩值為1 103 kN · m;結構內側最大受力點位于底板和負二層側墻跨中，最大彎矩值為434 kN · m。

2.2 時程法計算

2.2.1 計算參數

根據本地鐵線路《工程場地地震安全性評價報告》（以下簡稱《安評報告》），車站計算50年超越概率為63%、10%、2% 3種概率水準的地表水平峰值加速度分別為55.8 cm/s2、106.4 cm/s2、193.5 cm/s2。本工程計算采用50年超越概率為10%的地面加速度反應譜和峰值加速度作為地震動時程合成的目標峰值和反應譜，《安評報告》提供的地震波峰值為1.06 m/s2，通過調整系數1.004保持其原有波形并將峰值提高到1.064 m/s2，由此得到地震反應分析所需的地震動時程曲線，如圖8所示。

車站地表水平向峰值加速度和反應譜參數根據《安評報告》確定，土層剖面的土層分層厚度、土體性狀描述以及土體的力學特性參數根據地勘報告確定。

2.2.2 計算模型

采用“地層-結構”模型進行時程分析，是把地震視為一個隨時間變化的過程，并將地下結構物和周圍土體介質視為共同受力變形的整體，通過直接輸入地震加速度記錄，在滿足變形協調的前提下分別計算結構物和土體介質在各個時刻的位移、速度、加速度以及應變和內力，據以檢算場地的穩定性[19]。

利用MIDAS/GTS軟件，采用Mohr-Coulomb土體本構模型，進行時程法計算分析。計算模型邊界采用阻尼彈簧模擬地基的粘-彈性邊界彈性性能，車站主體標準段計算模型如圖9所示。

2.2.3 標準段結構計算

（1）位移計算結果。在模型中輸入《安評報告》提供的50年超越概率為10%的地震動時程（圖8）進行動力時程法分析，得出車站結構的最大水平位移云圖，見圖10。由圖10可見，結構最大相對位移為18.52 mm，頂板位移大于底板位移，且結構位移由底到頂為連續性增大。選擇模型中側墻處頂板和底板的監測點，得到其相對位移的動力時程曲線見圖11。由圖11可見，頂底板相對位移變化趨勢與地震力變化趨勢一致，且頂底板相對位移最大值為1.34 mm。

（2）內力計算結果。根據時程法得出的結構位移時程曲線，以結構底板的絕對位移作為基準，通過反應位移法計算得到地震動作用下結構的相對水平位移峰值，即底板位移取為零，頂板最大位移為1.34 mm，如圖12所示。在模型中將最大相對位移值施加在結構節點上，即可得到水平地震力作用下的結構內力值，計算的內力值與結構自重、水土壓力等靜力荷載下的內力進行組合疊加，最終得出地震荷載下的結構內力設計值，如圖13～圖15所示。由圖13～圖15可見，結構外側最大受力點位于底板側墻支座，最大彎矩值為1 094 kN · m;結構內側最大受力點位于底板和負二層側墻跨中，最大彎矩值為430 kN · m。

2.3 結構抗震計算結果對比分析

根據上述靜力法和時程法的內力計算結果，選取結構典型斷面位置，對2種不同地震工況內力計算方法所得結果進行對比分析，分析結果如表1所示。由表1分析可以得出如下結論。

（1）時程法與靜力法

2種計算方法除個別點以外，內力計算結果比較接近。

（2）頂板跨中、底板支座、底板跨中、側墻支座、側墻跨中均受靜力法計算結果控制，頂板支座、中板支座、中板跨中受時程法控制，符合類似地層中其他車站的計算結論。

（3）時程法與靜力法2種方法計算結果有所區別，這主要是由于2種計算方法在位移計算、模型邊界約束及彈簧布置等方面有所不同導致。

2.4 抗震性能檢算

2.4.1 承載力檢算

根據GB 50111-2006《建筑抗震設計規范》[17]，對地震工況荷載進行組合荷載設計時還需考慮承載力抗震調整系數γRE，抗震墻等構件調整系數按0.85考慮。根據地震組合荷載的內力包絡值進行承載力配筋，與構件極限承載力和裂縫控制的實際配筋進行比較，其結果見表2。經過表2分析比較基本荷載組合、準永久荷載組合、地震荷載組合的內力及相應的配筋計算，車站結構各構件的控制組合為基本荷載組合與準永久荷載組合共同控制，地震組合荷載并不起控制作用，承載力滿足抗震要求。

2.4.2 變形檢算

由地震工況下車站結構變形云圖（圖10）可知，結構整體變形近似線性變化，結構傳力途徑簡捷、明確，豎向構件連續貫通，無結構薄弱部分;根據標準斷面時程分析計算，結構層間位移角為1 / 9 977，小于GB 50909-2014 《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]規定的鋼筋混凝土矩形斷面結構彈塑性層間位移角限值1/250，結構能夠滿足抗震變形要求。

3 特殊節點結構三維抗震計算

計算車站為2線地鐵線路平行換乘車站，車站設4組

風亭與主體端頭連接，根據地鐵線路的《安評報告》及GB 50909-2014《城市軌道交通結構抗震設計規范》[18]，需要檢驗算罕遇地震工況下車站典型節點位置的結構抗震性能，其中大里程端節點結構由車站端墻、2個區間線暗挖區間隧道、2組風亭組與車站主體銜接節點組成，結構異形程度較高，為此采用MIDAS/GTS來建立三維數值模型。

3.1 三維計算模型

考慮到結構特點，本次計算采用“地層-結構”模型模擬，建立模型如圖16、圖17所示。模型底部水平方向施加地震動的加速度荷載，考慮到主體與風道銜接是潛在的結構切向最薄弱點的方向，在進行三維時程分析時，時程加速度主方向為x，y、z分別為次、再次方向，3個方向加速度峰值比例為1 ： 0.85 ： 0.65。土體采用實體單元，結構采用殼單元進行模擬。

3.2 時程分析參數輸入

地震加速度采用山東省地震工程研究院提供的地震加速度時程曲線（圖18），峰值加速度取212.2 m/s2進行結構抗震性能驗算。

3.3 計算結果及分析

通過計算，得到車站大里程端節點結構主方向x向最大水平位移云圖如圖19所示，車站大里程處頂板和底板的相對位移時程如圖20所示，車站大里程節點結構變形縫處結構的相對位移時程如圖21～22所示。

由圖19可見，在罕遇地震波下，車站結構位移由下向上逐漸增大，結構最大位移發生在出地面的風亭通風口，車站結構板變形由側墻向中間逐漸增大;由圖20可見，車站頂板和底板結構的最大相對位移為5.49 mm，最大層間位移角發生在地下一層，層間位移3.1 mm，層間位移角為1 / 2 020，小于規范規定的混凝土結構彈塑性層間位移角限值1 / 250，結構能夠滿足抗震要求。

從圖21～22中可以看出，車站主體與風亭組變形縫處的最大相對位移為1.01 mm，區間結構變形縫處的最大相對位移為0.41 mm。因此，在設計地震作用下車站的差異變形量不大，能滿足抗震中“經一般修理后仍可繼續使用”的要求。

4 結論

（1）通過靜力法和時程法對明挖地下車站典型斷面的各荷載工況下的受力計算，2種計算方法除個別點以外，內力計算結果比較接近;頂板跨中、底板支座、底板跨中、側墻支座、側墻跨中均受靜力法計算結果控制，頂板支座、中板支座、中板跨中時程法控制。

（2）比較基本荷載組合、準永久荷載組合、地震組合荷載的內力及相應的配筋計算，地震組合荷載對車站結構各構件并不起控制作用。

（3）通過對車站大里程端的主體端頭、兩側風亭、兩線的區間結構節點建立三維數值模型，計算分析大里程端節點結構的抗震性能，可以得出車站結構各構件滿足抗震設計要求。

參考文獻

[1] 梅建萍. 結合政策法規解讀我國城市軌道交通的發展歷程[J]. 城市軌道交通研究，2019，22（3）.

[2] 于翔，陳啟亮，趙躍堂，等. 地下結構抗震研究方法及其現狀[J].解放軍理工大學學報（自然科學版），2000（5）.

[3] 洑旭江，常素萍，陳國興. 地下結構地震反應分析擬靜力法與動力非線性時程法的比較[J]. 地震工程與工程振動，2016，36（1）.

[4] 劉晶波，李彬，劉祥慶. 地下結構抗震設計中的靜力彈塑性分析方法[J]. 土木工程學報，2007（7）.

[5] 劉如山，胡少卿，石宏彬. 地下結構抗震計算中擬靜力法的地震荷載施加方法研究[J]. 巖土工程學報，2007（2）.

[6] 劉晶波，王文暉，趙冬冬，等. 復雜斷面地下結構地震反應分析的整體式反應位移法[J]. 土木工程學報，2014，47（1）.

[7] 畢繼紅，張鴻，鄧芃.基于耦合分析法的地鐵隧道抗震研究[J].巖土力學，2003（5）.

[8] 周川，焦玉勇，張國華，等. 等效線性方法在地鐵車站抗震分析中的應用[J]. 地下空間與工程學報，2015，11（增2）.

[9] 莊海洋，任佳偉，王瑞，等. 兩層三跨框架式地鐵地下車站結構彈塑性工作狀態與抗震性能水平研究[J]. 巖土工程學報，2019，41（1）.

[10] 江虹，郭旺. 地鐵車站抗震設計三維時程分析研究[J]. 建筑·建材·裝飾，2018（7）.

[11] 呂嬌嬌，趙子乾. 天津地鐵10號線典型車站結構抗震分析[J]. 鐵道工程學報，2015，32（10）.

[12] 龍喜安. 佛山地鐵魁奇路地下換乘站抗震性能分析[J]. 城市軌道交通研究，2018，21（3）.

[13] 郝志宏，葉英華，劉運亮，等. 基于ANSYS的北京某明挖地鐵車站抗震分析[J]. 工業建筑，2009，39（增1）.

[14] 李美群. 地鐵換乘車站結構抗震性能數值模擬分析[J]. 天津建設科技，2018，28（4）.

[15] 張金偉. 不同計算方法在暗挖地鐵車站抗震設計中的應用研究[J]. 中國勘察設計，2019（5）.

[16] 閤東東，苗啟松，金鵬. 地震作用下某明挖地鐵站三維動力時程分析[J]. 巖土工程學報，2012，34（增1）.

[17] GB 50111-2006 鐵路工程抗震設計規范[S]. 2006.

[18] GB 50909-2014 城市軌道交通結構抗震設計規范[S]. 2014.

[19] 王立新. 地鐵盾構隧道與礦山法隧道接口段抗震計算研究[J]. 鐵道標準設計，2017，61（3）.

[20] GB 50011-2010 建筑抗震設計規范[S]. 2010.

收稿日期 2019-07-03

責任編輯 朱開明

Numerical simulation analysis of seismic resistance of a Qingdao subway station structure

Zhu Wenlei， Li Ning

Abstract： In order to study the stress of underground subway station under the effect of seismic load， taking an cut & cover underground subway station in Qingdao as an example， two-dimensional numerical model is established by static method and time domain analysis method respectively to simulate the structural seismic performance of the standard section of cut & cover underground station， and a three-dimensional numerical model is established for the interface structure of outbound end of the station to carry out the structural seismic performance analysis and seismic performance simulation analysis. The two-dimensional simulation results of the station standard section show that the internal forces calculated by the time domain analysis method and the static method are relatively similar. The calculation results of the roof midspan， the plate support， the plate midspan， the side wall support and the side wall midspan are all controlled by the static method. The roof support， the middle plate support and the middle plate midspan are controlled by the response displacement method. Compared with the basic load combination and the quasi permanent method， the internal force of the load combination and the corresponding reinforcement calculation， the seismic load combination has no control effect on the bearing capacity calculation of each component of the station structure. The three-dimensional simulation analysis results of the outbound end interface show that each component of the station structure meets the seismic design requirements.

Keywords： subway， underground station， seismic resistance， numerical simulation