Seismic Analysis of Single-arch and Large-span Subway Station Structure under Bidirectional Ground Motion
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摘要: 地铁车站结构作为现代城市交通工程的重要组成部分，其抗震问题已成为城市工程抗震和防灾减灾研究的重点与难点。以深圳地铁3号线四期低碳城单拱大跨车站为研究对象，采用近场波动有限元方法，建立三维土-结构相互作用整体有限元分析模型。选取3条人工波和3条天然波作为输入地震动，分析水平单向地震动、水平与竖向双向地震动作用下单拱大跨地铁车站结构三维地震响应规律。研究结果表明，双向地震动作用下单拱大跨无柱结构及矩形框架有柱结构的水平位移及层间位移均略小于单向地震动作用下，但矩形框架有柱结构在竖向地震动作用下的中柱轴压比明显增加，说明单拱大跨车站结构可有效降低双向地震动作用下中柱轴压比变大的风险；双向地震动作用下的结构峰值弯矩大于单向地震动作用下，说明进行结构设计时应适当考虑竖向地震动作用的影响；单拱大跨无柱结构拱顶弯矩明显小于矩形框架有柱结构顶板跨中弯矩，改善了常规矩形框架结构顶板受力性能，但由于单拱大跨无柱结构缺少中柱竖向支撑作用，其底板及侧墙底部弯矩明显大于矩形框架有柱结构，尤其在双向地震动作用下更明显，因此单拱大跨无柱结构需加强底板及侧墙的厚度与配筋，以抵抗较大的弯矩响应。Abstract: As subway being an important part of modern urban transport engineering, the earthquake resistance of subway station structure has become the key and difficult point in the research of earthquake resistance and disaster prevention and reduction of urban engineering. In this paper, a three-dimensional finite element model of soil-structure interaction for a single-arch long-span structure in the fourth phase of Shenzhen Metro Line 3 is established by using the near-field wave finite element method. Three artificial waves and three natural waves were selected as input ground motions to analyse the three-dimensional seismic response of the single-arch and large-span subway station structures under horizontal unidirectional ground motions and horizontal and vertical bi-directional ground motions. The numerical results show that the horizontal displacement and interstory displacement of single-arch long-span column-free structure and rectangular frame column-free structure under bi-directional earthquake are slightly less than those under unidirectional earthquake. However, the axial compression ratio of the columns in the rectangular frame structure increases obviously under the action of the vertical seismic motion, which indicates that the single-arch and long-span station structure can effectively avoid the risk of the increase of the axial compression ratio of the columns under the action of bi-directional ground motions; The peak moment of structure is larger than that of the structure under the action of bi-directional ground motions, which indicates that the effect of vertical earthquake motion should be considered in the structure design; The bending moment of the single-arch and large-span column-free structure is obviously smaller than that of the rectangular frame with columns, which improves the mechanical behaviour of the roof of the conventional rectangular frame structure. However, the bending moment of the bottom plate and the bottom of the side wall is obviously larger than that of the column structure of the rectangular frame, especially under the action of bi-directional ground motions. Therefore, it is necessary to strengthen the thickness and reinforcement of the soleplate and the side wall of the single arch long-span column-free structure to resist the large moment response.1)
1 1 李洋，2018. 浅埋地下框架结构地震破坏机理研究. 北京：北京工业大学. -
引言
为缓解日益严重的城市交通压力，我国许多城市已修建地铁，如北京、上海、天津、广州、深圳等。截至2022年，交通运输部公布我国已建成使用的地铁线路里程达8448.1 km，成为世界地铁交通大国。过去人们普遍认为地下构造物受周围土体约束，地震对地下结构的影响较小（王明年等，1999）。然而，近几十年世界范围内发生的一系列大地震中，不少地下结构遭受破坏，如1995年发生在日本的阪神地震（Iida等，1996），对神户市内的大多数地铁等地下结构造成大量损伤破坏（Huo等，2005），仅对地铁结构造成的经济损失就达300亿日元（张庆贺等，2002）。随着地下空间大规模开发和利用，大都市发生地震时，可能使结构的薄弱环节遭受地震破坏，从而对结构的整体性能造成影响。因此，地下工程尤其是地铁工程的抗震设计尤为重要（翟杰群，2013），开展地铁车站结构地震响应分析十分必要。
杜修力等（2017，2018a）以日本阪神地震中严重损坏的Daikai车站为研究对象，深入研究了车站结构的地震响应，系统分析了车站结构破坏机理。何伟等（2011）对典型的2层3跨岛式地铁车站进行了非线性地震响应分析，归纳总结了地铁车站的地震响应特性，并对地铁车站在非一致地震动作用下的地震响应进行了探讨。郭靖（2013）以2层双柱3跨式地铁车站为研究对象，通过对土体地基刚度、场地加速度峰值和地表建筑变形类型的分析，得出了既有地下结构对地表邻近建筑地震响应的作用。王国波等（2008）分析了软土地铁车站受力状态和地震动响应规律。Zhuang等（2015）采用二维数值模型计算了双层多跨大型地铁车站在软土条件下的地震响应，研究表明大型地下结构的振动作用明显。李积栋等（2015）研究了地震动作用下超浅层Ｙ形双柱地下车站的动力响应，分析了大型复杂地下结构地震响应与破坏机理。李刚等（2017）基于反应位移法、反应加速度法和时程分析法分析了浅埋单拱大跨无柱车站在地震作用下的结构响应分析，发现单拱大跨无柱车站结构具有良好的抗震性能。单拱大跨无柱车站结构作为新型的车站结构形式，由于可提供良好的车站内部空间，近年来在实际工程中已有应用案例。目前对于单拱大跨结构地震响应特性的研究主要集中在水平单向地震动作用，对竖向地震动作用的研究较少，缺乏双向地震动作用下单拱大跨结构地震响应规律的分析与认识。
本文以深圳地铁3号线四期工程低碳城站为依托，基于大型通用有限元软件ABAQUS建立地铁车站三维有限元模型，在模型截断边界施加黏弹性人工边界条件，以模拟无限地基介质对近场区域的影响，并将输入的地震动转化为人工边界上的等效输入荷载。同时考虑水平地震和竖向地震作用，研究单拱大跨地铁车站结构的地震响应特性，旨在为单拱大跨地铁车站抗震设计提供参考。
1. 工程概况
深圳市城市轨道交通3号线四期工程线路全长约9.28 km，其中高架段长1.43 km，过渡段长0.36 km，地下段长7.49 km。低碳城站为该线路自南向北的第4座车站，地面标高为36.900～45.000 m。车站所处场地由素填土、粉质黏土、砂质黏性土、全风化花岗岩组成，基岩主要为强风化花岗岩、微风化大理岩。
根据GB 18306—2015《中国地震动参数区划图》（中华人民共和国国家质量监督检验检疫总局等，2016），深圳市轨道交通3号线东延工程所在地区的地震动峰值加速度为0.10 g，地震动反应谱特征周期为0.35 s，抗震设防烈度为7度。根据GB/T 51336—2018《地下结构抗震设计标准》（中华人民共和国住房和城乡建设部，2018）规定，大跨度结构尚宜考虑竖向地震作用。针对本车站单拱型、大跨度、高断面、无柱撑大开间的结构特点，同时考虑水平地震和竖向地震作用。
2. 计算模型建立
2.1 三维计算模型与参数
利用 ABAQUS软件建立的有限元模型如图1所示，模型长400 m，高35.5 m，宽175 m，车站底部距地表21.27 m，车站顶板处的埋深为2.5 m。
采用等效线性化模型考虑土体非线性。根据杜修力等（2018b）提出的场地材料参数确定方法，将EERA（Bardet等，2000）迭代后的等效剪切模量作为材料参数进行输入。根据自由场第一阶自振频率和地震动卓越频率及等效阻尼比，确定不同土层的Rayleigh阻尼系数。其中，自由场第一阶自振频率使用ABAQUS软件中线性摄动分析得到；通过地震波傅立叶谱上振幅最大值对应的周期计算卓越频率。经计算，自由场第一阶自振频率和地震动卓越频率分别为2.59、2.44 Hz。场地地层情况及土性物理参数如表1所示，各土层模量比G/Gmax和阻尼比λ与剪应变关系如表2所示。
表 1 场地土物理参数Table 1. Physical parameters of ground soil层号 土层描述 层厚/m 密度/（g·cm−3） 剪切波速/（m·s−1） 泊松比 1 素填土 2.4 1.90 155.0 0.35 2 粉质黏土 6.4 1.92 220.8 0.35 3 砂质黏性土 5.4 1.95 282.4 0.28 4 全风化花岗岩 8.2 1.97 362.0 0.33 5 强风化花岗岩 13.1 2.10 470.6 0.25 表 2 土层模量比和阻尼比Table 2. Modulus ratio and damping ratio of soil layer土类 参数 剪应变γ/10−4 0.05 0.1 0.5 1 5 10 50 100 素填土 $ G/{G_{\max }} $ 0.960 0 0.950 0 0.800 0 0.700 0 0.300 0 0.200 0 0.150 0 0.100 0 $ \lambda $ 0.025 0 0.028 0 0.030 0 0.035 0 0.080 0 0.100 0 0.110 0 0.120 0 粉质黏土 $ G/{G_{\max }} $ 0.995 0 0.988 0 0.939 0 0.876 0 0.572 0 0.401 0 0.145 0 0.075 0 $ \lambda $ 0.015 0 0.026 0 0.043 0 0.044 0 0.069 0 0.074 0 0.094 0 0.098 0 砂质黏性土 $ G/{G_{\max }} $ 0.996 2 0.910 0 0.964 0 0.931 3 0.737 3 0.593 6 0.236 7 0.138 0 $ \lambda $ 0.012 0 0.015 9 0.030 1 0.039 3 0.068 8 0.082 6 0.106 0 0.110 9 全、强风化岩 $ G/{G_{\max }} $ 0.990 0 0.970 0 0.900 0 0.850 0 0.700 0 0.550 0 0.320 0 0.200 0 $ \lambda $ 0.004 0 0.006 0 0.019 0 0.030 0 0.075 0 0.090 0 0.110 0 0.120 0 车站结构长270.5 m，宽18.77 m，高24.9 m。车站结构分为单拱大跨无柱段及矩形框架有柱段。本文分析的车站结构标准断面位置如图2所示，其中C—C′断面为单拱大跨无柱段的标准断面，D—D′断面为水平框架有柱段的标准断面，断面形式尺寸如图3所示，柱间净距8 m。车站梁、板、墙采用C35混凝土，中柱采用C50混凝土。
土体采用六面体实体减缩积分单元C3D8R进行离散，主体结构墙、板采用4结点减缩积分壳单元S4R进行离散，梁、柱采用2结点线性梁单元B31进行离散。土体按照数值模拟精度要求进行网格离散，单元网格尺寸满足动力模拟中网格尺寸小于（1/6～1/8）倍最小波长的要求。结构所在位置相邻土体进行网格细化，整体模型结点数为260 317个，单元数为242 334个。土体与主体结构之间采用绑定接触方式。
2.2 黏弹性人工边界与地震动输入
采用基底为刚性的振动输入方法
1 ，土层底部为固定约束，在土体四周的侧向截断边界处设置黏弹性边界，以考虑能量的逸散效应（杜修力等，2006），如图4所示。地震动以惯性力形式施加在基岩上部所有土层及结构上，同时在土体侧向截断边界处施加自由场运动的等效结点力，以考虑近场域与远场域之间的力-位移协调一致效应，并考虑重力荷载对系统的作用。采用自编Fortran程序，自动寻找截断边界处结点坐标。三维黏弹性人工边界是通过在边界结点每个方向施加一端固定的单向弹簧-阻尼元件实现的。弹簧-阻尼元件具体参数为：
$$ \left\{\begin{array}{l}法向\begin{array}{c}\end{array}{K}_{li}={A}_{l}\dfrac{1}{1+A}\dfrac{\lambda +2G}{r}，{C}_{li}={A}_{l}B\rho {c}_{{\rm{p}}}\\ 切向\begin{array}{c}\end{array}{K}_{li}={A}_{l}\dfrac{1}{1+A}\dfrac{G}{r}，{C}_{li}={A}_{l}B\rho {c}_{{\rm{s}}}\end{array}\right. $$ (1) 式中，r为结构几何中心与人工边界结点l之间的距离；λ、G和ρ分别为土层的拉梅常数、剪切模量和密度；cs为剪切波速；cp为压缩波速；Al为包括边界结点l在内的所有单元截断边界面积；A和B为修正系数，推荐值分别为0.8和1.1。
施加在边界的边界结点力可表示为：
$$ {[{{\mathbf{F}}_{\mathbf{B}}}]_l} = {A_l}{ {σ}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}} + {[{{\mathbf{K}}_{\mathbf{B}}}]_l}{\mathbf{u}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}} + {[{{\mathbf{C}}_{\mathbf{B}}}]_l}{\mathbf{\dot u}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}} $$ (2) 式中，
$ {\mathbf{u}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}} $ 、$ {\mathbf{\dot u}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}} $ 和${ {σ}}_{\boldsymbol{l}}^{\boldsymbol{f}}$ 分别为人工边界结点l（xl, yl）上的自由场位移、速度和应力；KB和CB分别为黏弹簧边界的弹簧矩阵和阻尼矩阵。采用自编Fortran程序，自动寻找截断边界处结点l坐标及其所包含的面积，按照式（1）和式（2）计算各结点处弹簧-阻尼系数及边界结点力。然后使用Fortran程序生成ABAQUS软件可识别的inp语句，再反加到模型inp中，实现黏弹性边界及边界结点力的施加。
输入的地震记录分别采用该站地震安全性评价报告中提供的人工波记录及PEER地震动数据库中相似场地的天然波。其中，人工波记录选取3条E2地震作用（50年超越概率10%）下的地震动，基岩加速度时程曲线如图5所示；3条人工波相应的反应谱对目标谱的拟合情况如图6所示。天然波选取与本站相似场地的Landers地震记录（Boron Fire Station台站），Whittier Narrows-01地震记录（El Monte-Fairview Av台站）和Coalinga-01地震记录（Parkfield-Gold Hill 2W台站）。3条天然波基岩加速度时程曲线如图7所示。
图 6 人工波相应反应谱对目标谱的拟合曲线Figure 6. The fitting of the corresponding response spectrum of artificial wave to the target spectrum本文设计12组地震动输入工况进行对比分析，其中工况1～3为3条人工波分别水平单向输入，工况4～6为3条人工波分别水平与竖向双向联合输入，工况7～9为3条天然波分别水平单向输入，工况10～12为3条天然波分别水平与竖向双向联合输入。根据GB 50909—2014《城市轨道交通结构抗震设计规范》（中华人民共和国住房和城乡建设部，2014），竖向地震动峰值加速度与水平向地震动峰值加速度的比值取0.70。
3. 计算结果与分析
3.1 结构变形
在具有代表性的工况1（人工波1水平单向输入）、工况4（人工波1双向联合输入）、工况7（Landers波水平单向输入）和工况10（Landers波双向联合输入）情况下，地铁车站结构最大水平位移时刻结构变形云图如图8所示，各工况下车站结构最大水平位移如表3所示。所有工况下水平位移最大值位置均发生在车站结构单拱大跨无柱段的拱肩处。
图 8 地铁车站结构最大水平位移时刻结构变形云图（单位：米）Figure 8. Cloud diagram at the moment of maximum horizontal displacement of subway station structure (Unit: m)表 3 车站结构变形Table 3. The deformation of the station structural工况 结构最大水平位移/mm C—C′断面 D—D′断面 位移差/mm 位移角 位移差/mm 位移角 1 13.6 9.18 1/1 810 5.52 1/3 011 2 11.4 7.79 1/2 134 5.38 1/3 089 3 13.6 10.54 1/1 577 7.45 1/2 231 4 12.4 8.99 1/1 849 5.28 1/3 148 5 11.7 7.66 1/2 170 5.12 1/3 246 6 13.9 9.23 1/1 801 6.89 1/2 412 7 11.4 6.57 1/2 530 2.48 1/6 702 8 12.5 7.12 1/2 334 3.57 1/4 655 9 11.2 6.42 1/2 589 2.47 1/6 729 10 11.8 6.39 1/2 601 2.25 1/7 387 11 12.1 6.83 1/2 433 3.12 1/5 327 12 11.6 6.25 1/2 659 2.08 1/7 990 在工况1、4、7、10情况下，横断面C—C′和D—D′顶、底板水平向相对位移时程曲线分别如图9、图10所示。由表3可知，C—C′断面最大位移角为1/1577，D—D′断面最大位移角为1/223。单拱大跨无柱结构较矩形框架有柱结构的最大层间位移角有所增大，这是因为柱对层间位移有一定约束作用。另外，双向地震动作用下的结构最大层间位移略小于单向地震动作用下。根据GB 50909—2014《城市轨道交通结构抗震设计规范》，结构层间位移角限值为1/550，满足抗震规范要求。总体而言，单拱大跨无柱结构由于追求内部无柱空间，当缺少中柱竖向支撑作用时，其抗侧向变形内力较矩形框架有柱结构有一定减弱，另外，单拱大跨无柱结构往往具有较高的层高，因此其侧向变形能力一定程度上弱于矩形框架结构。
图 9 C—C′断面顶、底板相对位移时程曲线Figure 9. Relative displacement time history of the top and bottom plates of the C—C′ section
图 10 D—D′断面顶、底板相对位移时程Figure 10. Relative displacement time history of the top and bottom plates of the D—D′ section3.2 结构内力
针对C—C′、D—D′断面，进行结构断面弯矩分析。工况1、4、7、10情况下，C—C′、D—D′断面上关键位置点的最大弯矩分别如图11、图12所示，各工况情况下顶、底板跨中和侧墙（左）弯矩如表4所示。由图11、图12和表4可知，双向地震动作用下的结构弯矩大于单向地震动作用下，说明进行结构设计时应适当考虑竖向地震动作用。对比C—C′、D—D′断面顶板跨中弯矩可知，单拱大跨无柱结构拱顶位置弯矩小于矩形框架有柱结构顶板跨中弯矩，这是由于单拱大跨无柱结构承受的部分土压力分散到车站侧墙，因此拱部弯矩较小，而侧墙弯矩较大。C—C′断面底板跨中弯矩大于D—D′断面，这是因为单拱大跨无柱结构缺少中柱的支撑，底板产生向上弯曲变形，最大弯矩发生在底板中部，此区域是结构应力较大且相对集中的部位。综上所述，单拱大跨无柱段需加强底板及侧墙的厚度与配筋，以抵抗较大的弯矩响应。
图 11 C—C′断面弯矩云图（单位：千牛·米）Figure 11. Bending moment cloud diagram of C—C′ section（Unit：kN·m）
图 12 D—D′断面弯矩云图（单位：千牛·米）Figure 12. Bending moment cloud diagram of D—D′ section（Unit：kN·m）表 4 车站结构标准断面弯矩Table 4. Bending moment of standard section at station structure工况 C—C′断面/（kN·m） D—D′断面/（kN·m） 拱顶 拱底 侧墙（左） 拱顶 拱底 侧墙（左） 1 287 2 147 1 211 371 1 192 589 2 298 2 334 1 275 406 1 223 594 3 322 2 561 1 390 465 1 373 619 4 441 3 015 1 768 583 1 636 654 5 467 2 994 1 638 591 1 669 668 6 481 3 269 1 841 621 1 791 709 7 218 2 056 1 460 297 1 118 570 8 341 2 589 1 648 331 1 325 651 9 235 2 152 1 463 285 1 211 581 10 67.2 2 280 1 724 223 1 258 344 11 92 2 558 1 889 371 1 568 473 12 74 2 317 1 759 245 1 301 371 为使云图显示清晰，仅展示工况1、4、7、10情况下单拱大跨段右侧柱网轴力云图，如图13所示，各工况下车站柱网最大轴力及轴压比如表5所示。由图13可知，下层柱轴力大于上层柱轴力，中间柱轴力大于外侧柱轴力；最大轴力均发生在单拱大跨右侧柱与底板连接处，主要由于车站截面突变，导致无柱段两侧轴力相对较大。由表5可知，柱最大轴压比均小于限值0.75，满足抗震要求，且单向地震动作用下柱轴力小于双向地震动作用下，这是因为考虑竖向地震动后，产生竖向惯性力，柱受到附加轴力作用，相应的轴力和轴压比增大。因此，对于中柱的设计，应适当考虑竖向地震动对轴力的放大作用。
图 13 车站柱网轴力云图（单位：牛）Figure 13. Axial force cloud diagram of column grid in station（Unit: N）表 5 车站结构柱网最大轴力及轴压比Table 5. Maximum axial force and axial compression ratio of station structural column network工况 最大轴力/kN 最大轴压比 工况 最大轴力/kN 最大轴压比 1 11 421 0.618 7 10 513 0.569 2 11 060 0.598 8 10 947 0.592 3 11 380 0.616 9 10 695 0.597 4 11 504 0.622 10 12 271 0.664 5 11 145 0.603 11 12 341 0.668 6 11 393 0.616 12 12 314 0.666 4. 结论
以深圳地铁3号线四期工程低碳城单拱大跨车站为研究对象，采用ABAQUS有限元软件建立了三维有限元模型，分别考虑水平地震动作用及水平、竖向双向地震动耦合作用，对地铁车站地震反应进行了数值模拟，得出以下结论：
（1）双向地震动作用下单拱大跨无柱结构及矩形框架有柱结构的水平位移及层间位移均略小于单向地震动作用下，但矩形框架有柱结构在竖向地震动作用下的中柱轴压比明显增加，说明单拱大跨车站结构可有效降低双向地震动作用下中柱轴压比变大的风险。此外，单拱大跨无柱结构较矩形框架有柱结构的最大层间位移角有所增大，说明柱对层间位移有一定约束作用。
（2）双向地震动作用下的结构峰值弯矩大于单向地震动作用下，说明进行结构设计时应适当考虑竖向地震动作用的影响。
（3）单拱大跨无柱结构拱顶弯矩明显小于矩形框架有柱结构顶板跨中弯矩，改善了常规矩形框架结构顶板受力性能，但由于单拱大跨无柱结构缺少中柱竖向支撑作用，其底板及侧墙底部弯矩明显大于矩形框架有柱结构，尤其在双向地震动作用下更明显，因此单拱大跨无柱结构需加强底板及侧墙的厚度与配筋，以抵抗较大的弯矩响应。
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图 6 人工波相应反应谱对目标谱的拟合曲线
Figure 6. The fitting of the corresponding response spectrum of artificial wave to the target spectrum
图 8 地铁车站结构最大水平位移时刻结构变形云图（单位：米）
Figure 8. Cloud diagram at the moment of maximum horizontal displacement of subway station structure (Unit: m)
图 9 C—C′断面顶、底板相对位移时程曲线
Figure 9. Relative displacement time history of the top and bottom plates of the C—C′ section
图 10 D—D′断面顶、底板相对位移时程
Figure 10. Relative displacement time history of the top and bottom plates of the D—D′ section
图 11 C—C′断面弯矩云图（单位：千牛·米）
Figure 11. Bending moment cloud diagram of C—C′ section（Unit：kN·m）
图 12 D—D′断面弯矩云图（单位：千牛·米）
Figure 12. Bending moment cloud diagram of D—D′ section（Unit：kN·m）
图 13 车站柱网轴力云图（单位：牛）
Figure 13. Axial force cloud diagram of column grid in station（Unit: N）
表 1 场地土物理参数
Table 1. Physical parameters of ground soil
层号 土层描述 层厚/m 密度/（g·cm−3） 剪切波速/（m·s−1） 泊松比 1 素填土 2.4 1.90 155.0 0.35 2 粉质黏土 6.4 1.92 220.8 0.35 3 砂质黏性土 5.4 1.95 282.4 0.28 4 全风化花岗岩 8.2 1.97 362.0 0.33 5 强风化花岗岩 13.1 2.10 470.6 0.25 
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表 2 土层模量比和阻尼比
Table 2. Modulus ratio and damping ratio of soil layer
土类 参数 剪应变γ/10−4 0.05 0.1 0.5 1 5 10 50 100 素填土 $ G/{G_{\max }} $ 0.960 0 0.950 0 0.800 0 0.700 0 0.300 0 0.200 0 0.150 0 0.100 0 $ \lambda $ 0.025 0 0.028 0 0.030 0 0.035 0 0.080 0 0.100 0 0.110 0 0.120 0 粉质黏土 $ G/{G_{\max }} $ 0.995 0 0.988 0 0.939 0 0.876 0 0.572 0 0.401 0 0.145 0 0.075 0 $ \lambda $ 0.015 0 0.026 0 0.043 0 0.044 0 0.069 0 0.074 0 0.094 0 0.098 0 砂质黏性土 $ G/{G_{\max }} $ 0.996 2 0.910 0 0.964 0 0.931 3 0.737 3 0.593 6 0.236 7 0.138 0 $ \lambda $ 0.012 0 0.015 9 0.030 1 0.039 3 0.068 8 0.082 6 0.106 0 0.110 9 全、强风化岩 $ G/{G_{\max }} $ 0.990 0 0.970 0 0.900 0 0.850 0 0.700 0 0.550 0 0.320 0 0.200 0 $ \lambda $ 0.004 0 0.006 0 0.019 0 0.030 0 0.075 0 0.090 0 0.110 0 0.120 0
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表 3 车站结构变形
Table 3. The deformation of the station structural
工况 结构最大水平位移/mm C—C′断面 D—D′断面 位移差/mm 位移角 位移差/mm 位移角 1 13.6 9.18 1/1 810 5.52 1/3 011 2 11.4 7.79 1/2 134 5.38 1/3 089 3 13.6 10.54 1/1 577 7.45 1/2 231 4 12.4 8.99 1/1 849 5.28 1/3 148 5 11.7 7.66 1/2 170 5.12 1/3 246 6 13.9 9.23 1/1 801 6.89 1/2 412 7 11.4 6.57 1/2 530 2.48 1/6 702 8 12.5 7.12 1/2 334 3.57 1/4 655 9 11.2 6.42 1/2 589 2.47 1/6 729 10 11.8 6.39 1/2 601 2.25 1/7 387 11 12.1 6.83 1/2 433 3.12 1/5 327 12 11.6 6.25 1/2 659 2.08 1/7 990
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表 4 车站结构标准断面弯矩
Table 4. Bending moment of standard section at station structure
工况 C—C′断面/（kN·m） D—D′断面/（kN·m） 拱顶 拱底 侧墙（左） 拱顶 拱底 侧墙（左） 1 287 2 147 1 211 371 1 192 589 2 298 2 334 1 275 406 1 223 594 3 322 2 561 1 390 465 1 373 619 4 441 3 015 1 768 583 1 636 654 5 467 2 994 1 638 591 1 669 668 6 481 3 269 1 841 621 1 791 709 7 218 2 056 1 460 297 1 118 570 8 341 2 589 1 648 331 1 325 651 9 235 2 152 1 463 285 1 211 581 10 67.2 2 280 1 724 223 1 258 344 11 92 2 558 1 889 371 1 568 473 12 74 2 317 1 759 245 1 301 371
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表 5 车站结构柱网最大轴力及轴压比
Table 5. Maximum axial force and axial compression ratio of station structural column network
工况 最大轴力/kN 最大轴压比 工况 最大轴力/kN 最大轴压比 1 11 421 0.618 7 10 513 0.569 2 11 060 0.598 8 10 947 0.592 3 11 380 0.616 9 10 695 0.597 4 11 504 0.622 10 12 271 0.664 5 11 145 0.603 11 12 341 0.668 6 11 393 0.616 12 12 314 0.666
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