地震次生火災中城市地鐵地下結構的災變性能研究

李文婷， 陳清軍

(1.上海師范大學 建筑工程學院，上海 201418； 2. 同濟大學 土木工程防災國家重點實驗室，上海 200092)

地震是一種危害巨大的自然災害，1995年日本阪神地震中大開地鐵車站嚴重破壞，引起各國學者對地下結構抗震的廣泛重視[1-3]。然而，地震除造成直接破壞外，還可能引發次生火災，帶來更大損失。1906年美國舊金山8.3級地震中，80%的人員傷亡和建筑物損毀源自震后持續三天的火災[4]；1923年日本東京7.9級地震造成14萬人喪生，約45萬間房屋被毀，其中次生火災損失約占77%。除此之外，1994年美國加利福尼亞州北嶺大地震引發次生火災30～50起、1995年日本神戶大地震引發次生火災142起、1999年我國臺灣省集集大地震引發次生火災161起[5-6]。大量地上結構的震害和研究表明，地震次生火災會加劇結構破壞，甚至引起建筑倒塌[7-8]，如日本福井信托銀行在震后火災中倒塌。

我國正處在“新型城鎮化”戰略實施的關鍵階段，地下軌道交通是當前和未來一個時期大中型城市基礎建設的重要內容。遭受地震破壞后，地鐵車站還可能承受火災等次生災害的沖擊。然而，由于地下結構的建設起步較晚，目前關于地下結構在地震與火災耦合作用下災變性能的研究比較少。地下軌道交通作為重要生命線系統，一旦在強震或震后火災中破壞，損失重大，震后救援和修復也極為困難[9-10]。不僅如此，地下結構火災具有空間封閉、蔓延快、滅火難的特點，如2003年韓國大邱發生的地鐵縱火事件，造成198人死亡，146人受傷。因此，有必要單獨研究震后火災中地下結構的災變行為。

目前關于地震次生火災的研究多集中于地上結構[11]，而對地下結構的研究較少。地下結構受到周圍土體作用，其地震破壞機理與地上結構存在較大不同；在震后火災中的災變行為也可能與地上結構存在較大不同。對于地上結構，陳適才等將結構地震損傷與熱傳導分析、熱力分析相結合，認為在地震中已損傷的結構，其火災破壞形態會發生改變；Vitorino等[12]通過數值仿真，認為地震作用使鋼筋混凝土結構耐火性能下降；苗吉軍等[13]研究震后火災環境下混凝土結構的反應，認為損傷后混凝土材料的熱傳導性能提高，相應截面所經歷的最高溫度也增高；框架結構的高溫變形恢復能力變差，梁截面承載力下降幅度比柱截面大。對于地下結構，陳陽等[14]研究了火災后CFRP加固下地鐵車站結構的地震反應；菅秀松等[15]通過構件耐火性能分析，提出鋼筋混凝土梁、板、柱的合理保護層厚度。然而，現有研究多集中于單獨的抗震、抗火研究，而對地震與火災耦合作用下地下結構的破壞機理研究較少，亟需進行深入探討，闡明地下結構在地震與火災耦合作用下的災變機理，為地下結構的抗震抗火設計提供參考。

本文針對典型單層雙跨地鐵車站結構，通過三維精細化非線性有限元數值模擬，將動力時程分析、熱傳導分析和熱力分析相結合，討論了地鐵車站結構在地震及其次生火災作用下的變形、損傷及內力演化，揭示了地鐵車站結構在地震及其次生火災作用下的災變性能。

1 計算模型

1.1 地鐵車站及場地參數

單層雙跨鋼筋混凝土結構是目前我國城市地鐵地下車站結構普遍采用的結構形式，因此，本文以一個單層雙跨鋼筋混凝土地下結構為研究對象。該地鐵車站結構的總寬17.0 m，總高7.17 m，車站中柱尺寸為0.4 m×1.0 m，中柱的縱向間距為3.5 m，車站側墻厚0.7 m，頂板厚0.8 m，底板厚0.85 m。地鐵車站結構的構件尺寸詳如圖 1(a)所示，配筋方案如圖 1(b)所示。結構混凝土為C30，泊松比為0.18，密度為2 450 kg/m3。縱筋為HRB335，泊松比為0.3，密度為7 800 kg/m3。

車站所在場地簡化為水平成層場地，共計7層，主要由全新世砂土和更新世黏土組成，總厚34 m，各土層分布及參數詳見圖 1(c)和表1。地鐵車站結構上表面距地表4.8 m，結構大部分位于第三、第四土層，少部分位于第二、第五土層。

圖1 結構模型

表1 場地土層參數

1.2 有限元模型建立

為模擬混凝土和鋼筋在地震與火災中的力學行為，采用混凝土與鋼筋分離式建模方法，借助Abaqus軟件建立如圖2所示的地鐵地下結構三維有限元模型，共有單元數量138 756個。

圖2 有限元模型

表2 混凝土及鋼筋的熱工參數

(1)

(2)

(3)

土體單元尺寸劃分采用土體剪切波長為控制因素，最小土體單元邊長為0.3 m；遠置側向邊界以控制土體側向邊界對結構地震反應的影響；車站與土體之間接觸面的法向行為采用“硬”接觸，切向行為采用摩擦模型，摩擦因數取0.4。參數設置詳見文獻[17]。

1.3 荷載工況

分析中首先施加重力荷載，然后施加地震荷載，在地震波激勵結束后使結構自由振動至停止；隨后，繼承震后結構的受力狀態、變形狀態和材料損傷，對結構施加溫度場，進行熱力分析，模擬結構在震后火災中的災變行為。另外，作為對比，進行了考慮重力荷載時結構的抗震性能分析，以及考慮重力荷載時結構的抗火性能分析。

地震荷載由模型底部(即基巖面)以剪切波的形式沿結構橫向輸入。選取1995年日本阪神地震中神戶大學觀測點獲得的實測基巖波KBU作為輸入地震波，該場地的平均剪切波速Vs30為1 043 m/s，故直接作為基巖波輸入。地震動時程及傅里葉幅值譜見圖 3，該波卓越頻率為0.830 Hz，持時30 s。對地震波進行調幅，使輸入地震動加速度峰值為3 m/s2。研究中，計算0～40 s的結構地震反應，將40 s時刻的結構變形作為結構震后殘余變形，并將該時刻的結構狀態作為發生火災的初始狀態。

圖3 輸入地震動

火災分析中，采用ISO-834升溫曲線(見圖 4)，模擬車站左側車廂著火場景。火災發生前的環境溫度為20 ℃，火災持續時間共計2 h，最高溫度為1 049 ℃。地震、火災及重力荷載如圖5所示。

圖4 ISO-834升溫曲線

圖5 荷載示意圖

采用Rayleigh阻尼模型建立阻尼矩陣。已有研究表明，Rayleigh 比例阻尼矩陣不同建模方式對土層加速度反應計算結果影響很大，本研究參考文獻[18]，Rayleigh 阻尼矩陣比例系數計算公式中的第一個自振頻率ωm取土-結構相互作用體系的第一階自振圓頻率；第二個自振頻率ωn取值方法如下：當土層基頻高于基巖地震波的主要分量激勵頻率時，ωn取土層第二階自振圓頻率；當土層基頻等于或低于基巖地震波的主要分量激勵頻率時，ωn取輸入基巖地震波反應譜的峰值圓頻率。

2 有限元模型合理性驗證

結構在地震作用下的變形可以從整體上反映了地鐵車站結構的地震響應特征。本模型中地鐵車站結構在強震作用下的典型變形如圖6所示，呈傾斜的“M”形。Yoshida等[19]在1996年針對在1995年日本阪神地震中發生嚴重破壞的大開地鐵車站展開了詳細的震害調查，杜修力等[20]歸納總結了大開車站震害事例的分析方法、分析模型及相應結論。在大開地鐵車站破壞最嚴重的區域，幾乎所有的柱子都完全倒塌，車站的頂板發生下落，車站在地震之后變為了傾斜的“M”形，且主要破壞部位為中柱底部、側墻上側和頂板，如圖7所示[21]，與本文模擬成果相符。

圖6 地鐵車站結構在強震作用下的典型變形

圖7 Yoshida等對大開地鐵車站破壞狀態的描述

取Abaqus模擬結果中距離地鐵車站結構和人工邊界均較遠的場地反應作為自由場反應，與Shake 91求解結果對比，結果詳見Li等的研究。總之，Abaqus模擬結果與Shake 91軟件分析求得的土層最大剪應力和最大剪應變有所差別，但差別不大；由兩種方法求得的地表加速度響應在時域和頻域內均可以很好吻合。

土體計算范圍和人工邊界將直接影響土-結構相互作用問題模擬結果。比較當側向人工邊界與地鐵車站距離分別取80 m，132 m和200 m時結構應力反應和加速度反應，認為當側向人工邊界與地鐵車站結構之間的距離取132 m時，人工邊界處的反射波幾乎不會傳播至結構及周圍土體。另外，地震作用下土-地鐵車站結構相互作用體系的加速度分布，如圖8所示，可見，在距離地鐵車站結構和人工邊界均較遠的區域，土體加速度響應水平成層分布，滿足自由場響應規律。故而，本模擬可很好消除土體有限域化對結構地震反應的影響。

圖8 地震作用下土-結構相互作用體系的加速度反應

考慮計算的時間成本，本文有限元模型中僅建立了地鐵車站結構的三跨模型，這就不可避免得引入平行于結構橫截面方向的兩個側向邊界的干擾。為評估兩個側向邊界的干擾范圍和程度，沿結構側表面不同高度選取25條水平路徑，對比土壓力沿水平路徑的分布，對比結果詳見Li等的研究。總之，兩個側向邊界可能減小或增大結構側表面土壓力，但影響范圍有限；綜合考慮精度要求和時間成本，取地鐵車站結構的三跨進行有限元分析。

3 結果分析

本文首先闡述地震作用下結構的災變行為，然后通過與只經歷火災的地下結構對比，研究地震損傷對地下結構抗火性能的影響。

3.1 結構變形反應

3.1.1 結構整體變形

本文建立的土-地鐵車站結構相互作用體系的自振頻率為2.438 Hz，第一階振型中地鐵車站結構的變形以剪切變形為主，如圖9所示。地震作用下，地鐵車站結構的層間位移響應時程如圖10所示。在地震剛發生時，地下結構的變形以整體剪切變形為主；隨著地震進行，結構側向變形逐漸增大，頂板開始變形；結構框架柱和側墻的剛度減小；結構頂板發生嚴重變形，結構的豎向承載能力明顯下降，最后地鐵車站結構呈現傾斜的“M”形；結構層間位移最大時的結構變形如圖 11所示(變形放大系數為50)。關于地鐵車站結構的地震反應參見文獻[22-23]，此處不再贅述。

圖9 土-結構相互作用體系的第一振型

圖10 地震作用下地鐵車站結構的層間位移響應時程

圖11 地震作用下結構變形圖

火災發生后3 min，30 min，60 min和120 min時，地下結構的變形及整體溫度分布、中柱橫斷面的變形及溫度分布0、頂底板橫斷面的變形及溫度分布如圖 12所示。可見，火災作用下，結構中柱不再呈剪切型破壞，而是向外凸起(相對于左跨)；結構側墻仍接近剪切變形，變形增大；結構頂板撓度增大；底板由于中柱的約束而變形不均勻、局部凸起。火災中溫度由車廂內表面向外擴散，沿構件厚度方向溫度基本成層分布。中柱內側溫度高而發生膨脹，使中柱橫截面不再呈矩形，而是發生彎曲變形。

圖12 火災中地鐵車站結構的變形及溫度變化

隨著火災發生，結構中柱、側墻和頂板的溫度變化曲線如圖13所示。可見，火災中各構件溫度先快速增大，在約20 min后減緩，略滯后于輸入溫度荷載。中柱的內外溫差最大，在火災2 h時達到730 ℃；而內外溫差最小的構件是側墻，在火災2 h時為441 ℃；頂板內外溫差在火災2 h時為587 ℃。對于構件內側升溫，中柱升溫最快，而側墻與頂板的升溫曲線相近；對于構件外側升溫，側墻的升溫最快，而中柱與頂板的升溫曲線相近。

圖13 火災中地下結構各構件內外側升溫曲線

為定量研究地震及其次生火災對結構整體變形的影響，圖 14同時給出考慮結構地震損傷與不考慮結構地震損傷時，火災中結構的層間位移反應時程。可見，震后火災發生前，結構存在0.004 m的地震殘余位移；隨著火災的發生，結構層間位移迅速增大，在火災發生2 min時，經歷過地震的結構層間位移為0.006 m，而未經歷地震的結構層間位移為0.002 m；10 min之后，結構層間位移增速放緩，隨時間線性增大，火災發生2 h時，考慮地震影響的結構層間位移為0.016m，不考慮地震影響的結構層間位移為0.014 m。

圖14 火災中結構層間位移時程

綜上可見，與只經歷火災作用而不考慮地下結構在地震中的損傷相比，地震次生火災作用中地下結構層間位移增大約0.002～0.004 m，地震破壞明顯加劇了震后火災中地下結構變形，但其影響略小于地下結構在地震中的殘余變形。

3.1.2 結構中柱變形

結構中柱是可能導致地下結構倒塌的關鍵構件，在地震中破壞最為嚴重。故此，本文特別關注結構中柱在震后火災中的災變行為。圖 15給出了結構中柱在地震與次生火災作用下，以及火災單獨作用下的柱頂與柱底相對位移時程。可見，火災單獨作用下，隨著火災發生，結構中柱的變形迅速增大，在232 s達到最大值0.003 9 m；隨后，中柱變形反向增大，在0.5 h后穩定0.000 8 m左右。當考慮結構在地震中的損傷時，火災發生時刻中柱存在0.003 m的殘余變形；隨著震后火災發生，結構中柱變形規律與不考慮地震時相似，先迅速增大，在125 s達到最大值0.004 5 m；后反向增大，在火災發生1 h后穩定在0.002 1 m左右。

圖15 火災中中柱柱頂與柱底相對位移時程

綜上可見，考慮地下結構在地震中的損傷時，火災中結構中柱的變形增加更快、變形更大；震后火災中結構中柱的柱頂與柱底相對位移較不考慮地震影響時明顯增大，最大增幅約116%。

3.1.3 結構頂板變形

地下結構埋置于土體中，其除與地上結構一樣受到自身重力荷載外，還承受上覆土體的土壓力。因此，地震及火災中地下結構頂板的受力特性可能與地上結構存在較大不同。結構頂板在地震及其次生火災作用下，以及火災單獨作用下的頂板撓度時程如圖 16所示。可見，不考慮地震荷載時，隨著火災的發生，結構頂板撓度逐漸增大，特別是在火災發生的前7 min增長迅速，在時刻7 min時撓度達到最大0.016 m；之后，中柱撓度隨著火災發生緩慢增大，在火災2 h時達到0.026 m。考慮地震時，結構頂板撓度的發展規律與不考慮地震時相似；地震后，結構頂板存在0.005 8 m的豎向殘余變形；隨著震后火災的發生，頂板撓度在火災發生0～7 min迅速增至0.019 m，比不考慮地震時的最大撓度0.016 m增大19%；之后，結構頂板撓度隨著火災發生緩慢增大，在0.5 h后與不考慮地震影響的結構頂板撓度之差基本可忽略。

圖16 火災中結構頂板撓度時程

綜上可見，考慮地下結構在地震中的損傷時，地下結構頂板撓度在火災剛發生的前0.5 h明顯大于不考慮地震影響時的結構頂板撓度，而在0.5 h之后，地震對結構頂板變形的影響可以忽略。

3.2 結構損傷及內力反應

在地震作用下，地鐵車站結構發生明顯破壞的部位主要集中在框架柱上下端、側墻上下端、頂板兩側、底板兩側和框架梁與頂板的交接處。火災作用下地鐵車站結構的混凝土破壞主要集中于結構受火面，即車站內側；鋼筋破壞主要集中在結構的背火面，即車站外側。混凝土等效塑性應變云圖和鋼筋Mises應力云圖，如圖 17所示。結構損傷在震后火災中顯著增大，較地震結束時刻，結構混凝土等效塑性應變在震后火災0.5 h增大817%，在震后火災2 h增大1 632%；鋼筋Mises應力在震后火災0.5 h增大28%，在震后火災2 h增大34%。

圖17 火災中結構混凝土等效塑性應變及鋼筋Mises應力云圖

選取地下結構5個截面(見圖18)，分析結構構件內力變化。地震及其次生火災作用以及火災單獨作用下，中柱柱頂(斷面1-1)、柱中(斷面2-2)、柱底(斷面3-3)，以及頂板中部(斷面4-4)、側墻上部(斷面5-5)的軸力、剪力及彎矩等內力時程見圖 19。可見，考慮地震影響時，結構各構件的內力隨時間的變化規律與火災單獨作用時比較一致，個別情況下數值差別較大。具體而言，火災發生125 s時，中柱彎矩達到極限，隨后構件承載力下降，柱頂與柱底彎矩在2 000 s后穩定在50～100 kN·m，而柱中彎矩在5 500 s時發生反向。中柱在125 s破壞后，結構發生內力重分布，頂板和側墻的內力迅速增大，側墻上部彎矩在150 s達到最大，隨后頂板中部彎矩在180 s達到最大；之后，頂板與側墻的彎矩迅速減小，在400 s時即達最小值，穩定在3 200 kN·m附近。對于軸力，除頂板軸力在只考慮火災而不考慮地震的工況中出現短暫拉力外，其余構件在整個火災過程中均處于受壓狀態；這與地上結構有較大不同。分析原因，認為地下結構處于土體的包圍中，結構周圍土體提供了有效支撐作用。中柱軸力在短暫減小后迅速增大，隨后達到極限，豎向荷載向側墻轉移，側墻軸力持續增大。中柱剪力數值較小，在結構破壞中不起控制作用；地震破壞對結構受火的初始剪力影響較大，但對火災過程中的剪力值影響較小；中柱剪力隨結構變形而發生反向。

圖18 截面示意圖

圖19 火災中結構內力反應

定量上，在地震與次生火災作用下，以及火災單獨作用下結構構件的內力最值列于表3。可見，較只考慮火災對地下結構的影響，考慮結構在地震中的損傷時，中柱各截面壓力最值及柱底彎矩最值增大，其中以中柱柱頂軸力增大最明顯，但增大幅值均在5%以內。除此之外，其余各構件承載力均下降，其中以側墻上部彎矩變化最為明顯，減小幅值約為30%；之后依次是頂板中部彎矩、中柱頂部彎矩、側墻上部軸力、中柱中部彎矩和頂板中部軸力，減小幅值依次為13%，10%，1.3%，0.3%和0.1%。因此認為，考慮結構在地震中損傷對結構構件在火災中的抗彎承載力影響較大，最大影響部位為結構側墻，其抗彎承載力降幅約為30%。

表3 構件內力最值

4 結 論

本文通過對一個單層雙跨地鐵車站結構的三維精細化非線性數值模擬，討論了地下結構在地震及其次生火災作用下的變形、損傷及內力演化，闡述了地震荷載對地下結構抗火性能的影響，主要結論如下：

(1)在地震中已經發生損傷的地鐵地下結構，在震后火災中變形繼續增大，損傷進一步加劇。與地震作用后結構變形相比，火災作用下，結構中柱不再呈剪切型破壞，而是向外凸起(相對于著火跨)；結構側墻仍接近剪切變形，變形增大；結構頂板撓度增大。

(2)地震及其次生火災作用下，地下結構的層間位移較只考慮火災作用時增大約0.002～0.004 m，地震破壞明顯加劇了震后火災中結構變形，但其影響略小于結構震后殘余變形。

(3)地下結構的地震損傷對次生火災中地下結構抗倒塌的關鍵構件-中柱-的變形影響明顯。考慮地震影響時，火災中結構中柱的變形增加更快、變形更大；中柱柱頂與柱底相對位移較不考慮地震影響時最大增幅約116%。不僅如此，結構中柱的變形在火災發生初期增大很快，在火災發生125 s(考慮地震)或232 s(不考慮地震)時即達到最大值。

(4)地震作用對火災作用下結構頂板撓度的影響，主要集中在火災發生0～0.5 h，地震及其次生火災作用下結構頂板的最大撓度比只考慮火災作用時結構頂板最大撓度增大19%。

(5)地震作用對火災中地下結構各構件的內力發展規律影響不大：火災中地下結構中柱發生受彎破壞，結構內力重分布使頂板和側墻內力迅速增大；各構件除頂板軸力在只考慮火災而不考慮地震的工況中出現短暫拉力外，均處于受壓狀態。地震作用對地下結構側墻在火災中的抗彎承載力削弱最大，降幅約為30%。