0.   引言

通常认为,地下结构由于受到周围土层的约束,其抗震安全性能远远高于地上结构,但1995年日本阪神大地震以及近年来地震中地下结构的震害给世人敲响了警钟^[1-3],地下结构远没有想象中那么安全。已有的地下结构抗震研究表明^[4-5],地下结构的地震变形明显区别于地上结构,其地震反应主要取决于结构周围土层的地震大变形,而不是本身所受到的惯性力,由此可见地下结构周围场地条件对地下结构的地震反应特征及破坏程度有着重要的影响。

鉴于此,场地条件因素在地铁地下结构抗震性能水平研究中就显得尤为重要,但目前针对不同场地类别条件下地铁地下车站结构地震反应的研究还相对较少,庄海洋等^[6]研究了两层三跨框架式地铁车站在规范规定的不同场地类别条件下地铁地下车站结构的地震反应,初步给出了基于层间位移角的抗震性能水平划分。随着城市地铁网络的不断完善,线网之间的换乘车站越来越多,因此三层三跨框架式地铁地下车站结构被越来越多的采用。陈国兴等^[7]、左熹等^[8]开展了近远场地震动作用下三层三跨式地铁车站结构地基液化效应的振动台试验,探究了三层三跨式地铁地下车站结构在液化场地的地震反应。然而目前还未有研究针对三层三跨框架式地铁车站结构给出基于层间位移角在不同场地类别条件下的抗震性能水平划分。

综上所述,本文以某三层三跨式地铁地下车站结构为研究对象,以南京某地铁沿线实际工程场地地层为背景,设计扩展出6种场地,通过ABAQUS有限元分析软件建立了土-地下连续墙-地下车站结构静动力耦合非线性相互作用体系有限元模型,分析了不同场地条件下结构-土体刚度比R与结构层间位移角之间的关系,以及研究了不同场地类别条件下结构地震破坏过程,并在此基础上探究了结构不同地震损伤破坏程度与对应的结构层间位移角之间的关系,最后给出了该地铁地下车站结构基于层间位移角的抗震性能水平划分和地震破坏物理描述。

1.   数值分析方法

1.1   不同场地条件的设定

参考《建筑抗震设计规范GB50011—2010(2016版)》根据土层等效剪切波速和场地覆盖层厚度将场地划分为四类,目前很少有地下车站结构建于Ⅰ类场地中,因此本文以南京某地铁沿线地层为背景,在Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ类场地条件的基础上,通过改变土体覆盖层厚度和等效剪切波速,进一步扩展出6种工程场地类别。表1给出了上述六种工程场地的具体信息。表2以Ⅲ¹为例,给出了土体的相关参数,扩展出来的场地也是基于此表来设计。表1中结构-土体刚度比R计算方法详见文献[6]。

表  1  不同场地类别划分

Table  1.  Different site classifications designed in this study

场地类别	亚类别	覆盖厚度d/m	等效剪切波速Vse/(m·s-1)	结构-土体刚度比R	场地划分标准
Ⅱ	Ⅱ1	51.5	300	2.67	d≥5且250<Vse≤500
Ⅲ	Ⅲ1	51.5	250	3.20	d>50且150<Vse≤250
	Ⅲ2	51.5	200	4.00
	Ⅲ3	51.5	150	5.33
Ⅳ	Ⅳ1	80.0	125	6.40	d≥80且Vse≤150
	Ⅳ2	80.0	100	8.00

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表  2  Ⅲ¹类场地条件

Table  2.  Site conditions of site classification Ⅲ¹

土层编号	土性	重度/(kN·cm-3)	弹模/MPa	层厚/m	剪切波速/(m·s-1)
1	素填土	18.4	3.5	3.0	200
2	黏土	19.0	8.0	4.0	225
3	黏土	20.5	10.0	4.5	250
4	黏土	19.4	14.5	4.0	275
5	砂土	19.4	12.0	4.0	300
6	砂土	19.4	12.0	4.0	325
7	砂土	20.9	14.5	4.0	350
8	砂土	20.9	27.7	4.0	375
9	砂土	21.2	27.8	4.0	400
10	砂土	21.2	33.0	4.0	425
11	砂土	18.9	33.0	4.0	450
12	老黏土	18.9	33.0	4.0	475
13	老黏土	18.9	35.0	4.0	490
14	老黏土	20.5	35.0	4.0	600
15	老黏土	20.5	35.0	4.0	700
16	老黏土	20.5	35.0	4.0	800
17	软土	20.5	40.0	4.0	900
18	软土	19.3	40.0	8.0	1000
19	软土	19.3	45.0	4.5	1000
注：动泊松比为0.49。

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1.2   地铁地下车站结构概况

本文所研究的三层三跨框架式地铁车站结构的横断面结构特征和具体尺寸详见文献[9]。车站结构横断面的宽度为21.5 m,车站整体高度为22.06 m。车站结构的顶板和底板的厚度分别为0.9,1.3 m。上方中板的厚度为0.4 m,下方的中板厚度0.45 m。结构的侧墙宽度为0.6 m。原型车站结构的中柱直径0.8 m,纵向中柱之间的间距为8 m。顶板、中板和底板在与中柱连接的部位都设计有尺寸不等的纵梁,同时,在侧墙与结构各板连接的部位都有加掖处理。车站结构采用C30混凝土和HPB325钢筋。地连墙与主体结构之间采用叠合墙的连接形式,即地连墙与结构侧墙之间采用绑定连接。

1.3   土与钢筋混凝土材料动力本构模型

土体的非线性动本构模型采用庄海洋等^[10-11]建立的软土记忆性黏塑性嵌套本构模型,该本构模型已通过动三轴试验验证了可行性,并与常用的等效线性本构模型对自由场地震反应的分析结果进行了对比分析,验证了该本构模型的可靠性和优越性^[11]。

地铁车站结构所用的混凝土强度为C30,混凝土动力本构模型采用Lee等^[12]提出的黏塑性动力损伤模型,该模型基于混凝土的断裂能原理,在Lubiner等^[13]提出的塑性损伤模型的基础上进行改进,分别采用两个损伤变量来描述混凝土受拉和受压破坏时的刚度衰减规律,并采用多个硬化变量来修正模型中的屈服函数,建立了混凝土在循环荷载作用下的动力塑性损伤本构模型。Lee利用该模型对循环荷载下混凝土的损伤力学行为进行了预测,并与已有的试验结果进行了对比,验证了该模型使用损伤变量对循环荷载作用下混凝土塑性损伤过程模拟的准确性和正确性。C30混凝土对应的该模型参数见文献[10]。混凝土里的钢筋采用弹性模型模拟,弹性模量为210 GPa。本文不考虑钢筋与混凝土间的分离与滑移。

1.4   有限元分析模型

本文为了权衡网格大小及类型对计算精度及效率的影响,对模型中场地和车站结构采用四节点平面应变减缩积分单元模拟。把地铁车站结构等效为平面应变问题时采用等刚度折减弹性模量的方法来考虑以平面应变单元模拟三维的中柱带来的影响,将圆形中柱等效为沿地铁车站长轴方向0.8 m厚的连续纵墙。钢筋采用植入混凝土的杆单元模拟,等效后的钢筋弹性模量为E=1.2×10⁶ MPa。根据楼梦麟等^[14]的研究,地基侧向对地下结构模型动力反应的不利影响在B/b ≥5时可以不予考虑,其中B是整个有限元模型地基的宽度,b是地下结构模型的宽度。为了尽可能的消除人工边界对地铁车站结构的影响,将地基的计算宽度取200 m,即地基的宽度为地铁车站结构宽度的10倍。土与地铁车站结构模型的网格划分如图1（a）所示,地铁车站结构的细部网格划分如图1（b）所示。

图  1  土-地下结构相互作用体系有限元网格划分

Figure  1.  Finite elements of soil-underground structure interaction system

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土体与车站结构之间的法向接触采用“硬”接触,即认为当土体与地下结构之间出现拉应力时即产生分离。切向接触服从库伦摩擦定律,即当接触面上剪应力大于它们之间的摩擦力时,土体将与地下结构之间产生切向滑动。本文土体与结构间的接触面摩擦系数取0.4,有限元模型边界条件采用静动力耦合处理技术,详见文献[9]。

1.5   输入地震动

本文选取Kobe波、什邡八角波以及卧龙波作为输入地震动,3条地震动的时程及对应的加速度反应谱见文献[15]。从理论上讲,就地下结构的地震反应而言,应从基岩表面或假设的基岩表面输入地震动,本文中选择的Kobe波,卧龙波和什邡八角波可近似视为近场基岩波,适合作为基岩地震动来考虑土体与地下结构之间的动力相互作用。

此外,地震动频率也是影响地下结构地震反应的重要因素,根据文献[16]对于地震动的分类：①PGA/PGV>1.2,属于高频波；②0.8<PGA/PGV<1.2,属于中频波；③PGA/PGV<0.8,属于低频波。本文中卧龙波PGA/PGV=1.88,属于高频波；KOBE波PGA/ PGV=0.918,属于中频波；什邡八角波PGA/PGV= 0.508,属于低频波。故本文所选地震动覆盖高、中、低3个频率。

在水平基岩输入地震动时,把地震动的峰值加速度分别调整为0.1g,0.2g,0.3g,0.4g和0.5g,地震动从模型地基底部水平向输入。鉴于基岩输入Kobe波时结构的地震反应最为强烈,同时输入另外两种波时得到的规律与Kobe波一致,因此本文以输入Kobe波的计算结果为主要分析对象。

2.   结构层间位移角分析

图2给出了输入地震动为Kobe波时,不同输入地震动强度下,车站结构层间位移角和结构-土体刚度比R之间的关系。根据《地下结构抗震设计标准GB/T51336—2018》中表6.9.1的规定,3层及3层以上地下结构弹性层间位移角限值取1/1000,弹塑性层间位移角限值取1/250。从图2中可以发现本文中所有计算工况的结构最大层间位移角均已超过规范规定的弹性层间位移角限值1/1000；在输入峰值加速度为0.3g且场地条件较差（R≥5.33）以及在输入峰值加速度为0.4g,0.5g时,结构最大层间位移角均已超过规范规定的弹塑性层间位移角限值1/250。

图  2  车站结构层间位移角与结构-土体刚度比R之间的关系

Figure  2.  Relationship and fitting between interlayer displacement angles and structure-soil stiffness ratioR

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总体来看,在输入峰值加速度PGA≤0.3g且结构-土体刚度比R≤5.33时,结构层间位移角随刚度比的增加而增加。但是,当刚度比继续增加时,出现了层间位移角减小的现象,主要原因是从场地Ⅲ³变化到Ⅳ¹时,场地的土层厚度也发生了变化,其对地下车站结构的地震反应也产生了影响。总体上来看,在Ⅳ类场地条件下车站结构的层间位移角与刚度比之间的相关性不如其它类别的场地。同时,当输入峰值加速度为0.4g和0.5g时,车站结构的层间位移角与刚度比之间的相关性更差,主要原因应与强震下地下结构底部土层的复杂强非线性地震反应特征有关。上述现象还需对场地土层非线性地震反应做进一步分析。

虽然层间位移角不是一直随结构-土体刚度比的增大而保持一直增加,但总体上是呈增长的趋势,因此图2首先给出了结构-土体刚度比与结构层间位移角之间的线性拟合结果。可以发现,当输入峰值加速度为0.1g和0.2g时,它们之间的关系可以近似采用线性拟合；但时,在输入峰值加速度为0.3g及更大时,采用线性拟合的效果非常差。鉴于此,图3给出了Kobe波作用下,输入峰值加速度为0.3g,0.4g,0.5g时结构层间位移角幅值与刚度比R之间的关系。可以发现采用抛物线预测公式^[6]可以较好的预估中震及大震时（峰值加速度≥0.3g）在不同刚度比R下该结构的层间位移角幅值。

图  3  输入峰值加速度较大时车站结构层间位移角与结构-土体刚度比R之间的关系

Figure  3.  Relationship and fitting between interlayer displacement angles and structure-soil stiffness ratioR with input larger PGA

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综上所述,相较于两层三跨框架式地铁地下车站结构^[6],三层三跨框架式结构层间位移角幅值与结构-土体刚度比关系的变化规律基本一致。

3.   抗震性能水平划分

3.1   层间位移角与地震损伤过程

图4给出了Kobe波输入峰值加速度为0.5g时Ⅳ¹场地的地铁车站地震破坏过程（受拉损伤云图DAMAGET接近1时代表混凝土发生完全受拉开裂破坏）,图5给出了车站结构地震损伤过程与输入加速度时程的对比。结合图4,5,本文分析了车站结构层间位移角、地震损伤程度和输入地震动加载时刻之间的对应关系。

图  4  输入峰值加速度为0.5g时Ⅳ¹场地的地铁车站的破坏过程

Figure  4.  Failure process of subway station structure at Site Ⅳ¹ with input PGA of 0.5g

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图  5  车站结构破坏过程与输入地震动时程对应关系（Ⅳ¹-0.5g）

Figure  5.  Correspondence between failure process of station structure and time history of input ground motion (Ⅳ¹-0.5g)

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在输入地震动加载到5.03 s时,结构轻微受拉损伤破坏开始出现在顶板与侧墙连接处,可以认为此前结构基本处于完全弹性工作状体,此时结构的最大层间位移角幅值为0.842/1000；当加载到5.35 s时,结构底板与结构侧墙连接处开始出现受拉损伤,顶层与底层中柱柱顶及柱底开始出现较为明显的受拉损伤,且柱顶的受拉损伤程度相比同柱的柱底更为严重,中板的各跨端部也逐步呈现出受拉损伤,且上层中板较下层中板损伤严重,结构顶板与结构侧墙连接处的受拉损伤破坏进一步加重,鉴于各个部位的受拉损伤程度都较轻且发生在结构构件横截面的表层,可以认为此时结构发生了轻微破坏,此时结构的最大层间位移角幅值为2/1000。造成结构受拉损伤首先出现在结构顶底板与结构侧墙连接处的主要原因是地连墙的存在,已有的数值模拟研究表明^[17],地下地铁车站地连墙与结构侧墙的叠合作用会明显提高结构的抗侧移刚度,但同时会明显改变结构顶底板与结构侧墙连接处的动力变形,进一步导致该连接处的地震受拉损伤较无地连墙时更早出现并且破坏更为严重。

在输入地震动加载到5.53 s时,此时已接近Kobe波的峰值加速度,所以结构整体受拉损伤程度急剧增加,结构顶底板与结构侧墙的连接处受拉损伤程度增加尤为明显,在结构顶板左端部已经形成了贯穿横截面的受拉损伤破坏；结构顶底层中柱的端部及结构中板各跨端部的受拉损伤加重,同时结构中层中柱的柱顶及柱底也开始出现受拉损伤破坏,但损伤程度明显轻于顶底层中柱；结构底层右侧墙受拉损伤也开始发展,鉴于结构内部的主要连接部位还未发生完全贯穿截面的受拉破坏,可以认为此时结构发生了中度破坏,此时结构的最大层间位移角幅值为6.97/1000。

当继续加载至6.49 s,此时刚过输入地震动峰值,结构顶底板与结构侧墙连接处以及上层中板各跨端部均已形成了贯穿横截面的受拉损伤,下层中板各跨端部、顶层与底层中柱受拉损伤进一步加重；与此同时,底层右侧墙已形成大面积贯穿横截面的受拉损伤破坏,即可以认为此时结构的主要连接部位已发展成塑性铰连接,可以认为这个时刻的结构破坏已经为严重破坏,此时结构的上层和中层层间位移角继续增大,最大层间位移角幅值为7.27/1000。但是,结构底层的层间位移角出现减小的现象,表明此时车站结构底层可能已失去继续承载的能力。

当输入地震动加载至9 s时,图4（e）显示结构受拉破坏已经分布于整个车站结构,已经不仅仅是分布于各个连接部位。底层侧墙的受拉破坏已经与结构底板与侧墙连接部位的受拉破坏发展成连续性破坏,顶层与底层中柱受拉损伤已经从柱顶贯穿至柱底且柱体内部损伤破坏严重。根据计算结果,在前面几个时刻对应的结构受压损伤都较轻微。但是,当输入地震动加载至9 s时图4（f）给出的车站结构受压损伤也变得非常严重,主要表现为上层中柱和下层中柱的完全受压破坏。限于有限元计算方法在分析结构倒塌上的缺陷,虽然计算中未能直观体现结构的倒塌破坏现象,但是根据此时结构严重的受拉受压损伤破坏,可以认为此时的结构可能已经发生完全倒塌。同时发现,此时刻的结构各层的层间位移角幅值较前一时刻有明显的减小。上述结果再次表明,在地震过程中地下结构在发生严重破坏后,其进一步的地震破坏程度加重已经与其层间位移角幅值无直接关系,主要应与结构进入完全塑性工作状态后材料强度弱化严重有关。

综上所述,可以认为在地下结构非线性地震反应时程分析过程中,当车站结构层间位移角一直能够增长时,表明地下结构还未完全破坏,一旦出现层间位移角减小且结构地震损伤同时加重的现象,可以认为此时的地下车站结构已发生完全破坏。

从图5中进一步可以发现,Ⅳ¹场地在输入峰值加速度为0.5g时,无论输入地震动是Kobe波还是什邡八角波,地铁地下车站结构的破坏过程都极其迅速,整个破坏过程集中在输入地震动峰值加速度的前后时间。从基本完好发展至完全破坏的过程历时约在5 s左右,并且在地震动峰值过后即发生严重破坏。即大震下地铁地下车站结构处于弹性工作状态的时间极其短暂,在地震动峰值过后,结构主体基本上就开始进入完全弹塑性工作状态直至完全破坏。从地下车站钢筋混凝土结构的配筋率与地面钢筋混凝土结构的对比来看,理论上地下车站结构的延性要优于地面结构,但是在短暂的破坏过程中,很显然地下结构的延性优势没有充分发挥出来,主要原因是地下结构的地震破坏主要是受周围土层地震大变形引起的,地下结构在地震过程中受到了周围土层的控制与约束作用。

3.2   场地类别与地震损伤的关系

根据以往对两层地下车站结构的抗震性能水平研究^[6],场地类别对层间位移角与结构地震损伤的关系影响不大。但是,对本文的三层三跨地铁车站结构而言,在相同的层间位移角情况下,结构的地震损伤相差较大,因此图6（e）给出了输入Kobe波下4种工况地铁地下车站结构层间位移角幅值对比。在输入峰值加速度为0.3g时,Ⅲ³和Ⅳ¹场地结构层间位移角幅值几乎一致,输入峰值加速度同为0.3g时的Ⅱ¹场地结构层间位移角幅值最小。在输入峰值加速度为0.3g时Ⅲ³和Ⅳ¹场地,以及在输入峰值加速度为0.4g时Ⅱ¹场地,结构底层层间位移角幅值接近,但输入峰值加速度为0.4g的Ⅱ¹场地结构中层及顶层层间位移角幅值要小。图6（b）,（c）中对比对应的结构受拉损伤云图可以发现,即使两个工况下结构层间位移角幅值几乎一致,Ⅳ¹场地结构受拉损伤程度明显重于Ⅲ³场地,尤其是顶底层中柱及底层侧墙,该工况下顶底层中柱受拉损伤已向柱中部发展,且底层侧墙已出现大面积受拉损伤。进一步对比图6（b）,（d）,Ⅲ³跟Ⅱ¹场地的受拉损伤程度几乎一致,但此时Ⅱ¹场地的输入峰值加速度是0.4g,且两个工况下除了结构底层层间位移角幅值接近外,Ⅱ¹场地的结构中层及顶层层间位移角幅值都要更小。再对输入峰值加速度均为0.3g时的Ⅱ¹,Ⅲ³及Ⅳ¹场地下的结构受拉损伤（图6（a）,（b）,（c））进行对比不难发现,Ⅱ¹场地下的结构受拉损伤最轻且结构层间位移角幅值最小,该工况下除了结构顶层右中柱柱顶发生贯穿横截面的受拉破坏,几乎没有明显的贯穿截面的破坏。

图  6  4种工况下地下车站结构的受拉损伤云图及层间位移角对比（Kobe）

Figure  6.  Seismic damages and interlayer displacement angles of subway underground station structure under four working conditions (Kobe)

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综上所述,在相同输入峰值加速度的情况下,场地条件越好,地铁地下车站结构层间位移角幅值往往会越小并且结构损伤破坏程度也会越低。层间位移角限值指标虽然在结构的抗震分析中起到了重要作用,但是针对有着复杂场地条件的地下结构,如果不去综合考虑不同场地条件带来的影响,那么仅采用层间位移角限值单一指标判断多层地下结构的抗震性能水平肯定是不合理的。主要原因在于,多层地下结构的地震反应主要受制于结构周围土体的变形特征,所以场地条件的好坏直接关系到地下结构的损伤破坏程度。

3.3   抗震性能水平与地震破坏物理描述

作为图4的补充,图7给出了Ⅲ³场地下结构层间位移角幅值在2.5/1000,4.5/1000左右时结构的受拉损伤云图（限于篇幅,只给出具有代表意义的典型云图）。根据云图中结构受拉损伤程度及分布位置可以判断图7（a）结构中柱的地震损伤较轻,顶板和底板的损伤较重,但贯穿整个构件截面的损伤位置不多,可以认为结构已经进入中度破坏状态；图7（b）显示结构的顶板和底板端部出现贯穿整个截面的损伤,上层中柱顶和下层中柱底也都出现贯穿截面的受拉损伤,可判断结构已进入严重破坏状态。

图  7  结构层间位移角为2.5/1000及4.5/1000时结构典型受拉损伤云图（Ⅲ³场地）

Figure  7.  Typical cloud diagram of tensile damage of structures at interlayer displacement angles of 2.5/1000 and 4.5/1000 (Ⅲ³)

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此外,本文有限元模型中钢筋采用的是弹性模型,并未考虑钢筋的塑性性能,所有计算工况均未输出钢筋的塑性应变,主要以混凝土的受拉损伤因子作为评价指标。根据ABAQUS软件中混凝土受压损伤因子的定义,其与混凝土受拉开裂应变是一一对应的。因基于连续介质力学的有限元法无法给出具体的裂缝宽度,因此本文中是以等效的混凝土受拉开裂应变对应的损伤因子来判断混凝土的受拉破坏程度,当受拉损伤因子大于0,混凝土已经出现受拉损伤,当其值接近于1时,混凝土将完全发生开裂破坏

根据上述对车站结构层间位移角幅值、场地类别和地震破坏特征的分析,综合考虑不同场地条件和不同输入加速度峰值条件下的破坏过程,根据不同破坏程度下结构对应的层间位移角幅值,将三层三跨地铁地下结构的抗震性能水平划分为基本完好、轻微破坏、中度破坏、严重破坏和完全破坏5类,给出了三类场地下各个性能水平的层间位移角限值指标,见表3。根据《地下结构抗震设计标准GB/T51336—2018》地下结构的抗震性能要求等级划分,地下结构性能要求被划分为四级：性能要求Ⅰ,与本文基本完好相对应；性能要求Ⅱ,与本文轻微破坏相对应；性能要求Ⅲ,与本文中度破坏相对应；性能要求Ⅳ,与本文严重破坏与完全破坏相对应。就层间位移角限值而言,根据规范中规定,三层及三层以上结构弹性层间位移角限值为1/1000,弹塑性层间位移角限值为1/250；该限值水平与本文中提出的三类场地限值水平基本一致,而二类场地略大于该限值,四类场地略小于该限值。根据表3中限值进一步说明场地条件越差,在同一抗震性能水平下,其层间位移角限值指标也越小。

表  3  水平向地震作用下地铁地下车站结构抗震性能水平划分及其物理描述

Table  3.  Seismic performance levels of subway underground station structure and their description

性能水平	层间位移角限值			性能水平描述
	二类场地	三类场地	四类场地
基本完好	${\theta }_{\max }\le \frac{1.2}{1000}$	${\theta }_{\max }\le \frac{1.0}{1000}$	${\theta }_{\max }\le \frac{0.8}{1000}$	结构处于完全弹性工作状态,基本未发生地震损伤,结构在地震过程中及震后完好无损,无需震后修复。
轻微破坏	$\frac{1.2}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{2.5}{1000}$	$\frac{1.0}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{2.3}{1000}$	$\frac{0.8}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{2.0}{1000}$	结构主体基本处于弹性工作状态,结构顶底板与结构侧墙连接部位以及结构中柱、中板等抗震薄弱部位进入塑性工作状态,出现局部破坏。结构主体在震后基本完好,只需对结构顶底板与结构侧墙连接部位以及中柱、中板经过简单加固修复即能恢复正常使用。
中度破坏	$\frac{2.5}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{4.5}{1000}$	$\frac{2.3}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{4.0}{1000}$	$\frac{2.0}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{3.5}{1000}$	结构主体进入弹塑性工作状态,结构顶底板与结构侧墙连接部位以及中柱、中板端部破坏较重,但结构主体较为完好。震后需对结构中板、中柱进行必要的加固,对结构顶底板与结构侧墙连接处进行加固及防水处理才可恢复正常使用。
严重破坏	$\frac{4.5}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{6.5}{1000}$	$\frac{4.0}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{6.0}{1000}$	$\frac{3.5}{1000}<{\theta }_{\max }\le \frac{5.0}{1000}$	结构完全进入弹塑性工作状态,结构各个主要连接部位破坏严重,贯穿整个截面。结构顶底层中柱破坏严重丧失主要承载能力。震后有必要对顶底层中柱进行完全加固甚至托换处理；必须对结构主体的各个连接部位进行完全加固处理,需对结构顶底板与结构侧墙连接部位进行防水堵漏处理。
完全破坏	${\theta }_{\max }>\frac{7.0}{1000}$	${\theta }_{\max }>\frac{6.5}{1000}$	${\theta }_{\max }>\frac{6.0}{1000}$	震后整个车站结构都遭受到了严重破坏,尤其车站结构中柱地震受压破坏严重,完全丧失承载能力。

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4.   结论

本文通过建立土-三层三跨式地铁地下车站结构非线性动力相互作用的有限元计算模型,分析了场地条件及输入地震动峰值加速度对该车站结构非线性地震反应的影响规律,探明其抗震性能水平及其地震破坏过程,得出了以下5点结论。

（1）地铁地下车站结构层间位移角幅值拟合结果表明：不同输入地震动强度下,三层三跨框架式地铁地下车站结构的层间位移角幅值均可用函数基于结构-土体刚度比R近似预估。

（2）地铁地下结构的严重地震破坏明显滞后于输入地震动的峰值加速度对应时刻,再次验证地下结构严重地震破坏不是其惯性力控制,而是受制于周围土体大变形。

（3）在进行地铁地下车站结构非线性地震反应的时程分析时,当出现地下结构的层间位移角减小而地震损伤反而增大的结果时,可认为地下结构已发生完全破坏,可以此作为该结构地震完全破坏的判别标准。

（4）在不同场地条件下,在层间位移角幅值接近时,地铁地下车站结构地震损伤程度并不相同,二类场地条件下损伤程度最轻,四类场地最重。不同场地条件下,土-结构动力相互作用很大程度上影响了层间位移角幅值与地震损伤之间的关系。

（5）本文初步给出了水平地震作用下考虑场地类别的三层三跨框架式地铁地下车站结构在二类、三类及四类场地条件下抗震性能水平划分与地震破坏程度的物理描述,初步划分为基本完好、轻微破坏、中度破坏、严重破坏及完全破坏五个抗震性能水平。