李文婷， 陳清軍

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

地震是一種危害巨大的自然災(zāi)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(xué)者對地下結(jié)構(gòu)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(fā)次生火災(zāi)，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(xù)三天的火災(zāi)[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(zāi)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(fā)次生火災(zāi)30～50起、1995年日本神戶大地震引發(fā)次生火災(zāi)142起、1999年我國臺灣省集集大地震引發(fā)次生火災(zāi)161起[5-6]。大量地上結(jié)構(gòu)的震害和研究表明，地震次生火災(zāi)會加劇結(jié)構(gòu)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(zāi)中倒塌。

我國正處在“新型城鎮(zhèn)化”戰(zhàn)略實施的關(guān)鍵階段，地下軌道交通是當(dāng)前和未來一個時期大中型城市基礎(chǔ)建設(shè)的重要內(nèi)容。遭受地震破壞后，地鐵車站還可能承受火災(zāi)等次生災(zāi)害的沖擊。然而，由于地下結(jié)構(gòu)的建設(shè)起步較晚，目前關(guān)于地下結(jié)構(gòu)在地震與火災(zāi)耦合作用下災(zāi)變性能的研究比較少。地下軌道交通作為重要生命線系統(tǒng)，一旦在強震或震后火災(zāi)中破壞，損失重大，震后救援和修復(fù)也極為困難[9-10]。不僅如此，地下結(jié)構(gòu)火災(zāi)具有空間封閉、蔓延快、滅火難的特點，如2003年韓國大邱發(fā)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(zāi)中地下結(jié)構(gòu)的災(zāi)變行為。

目前關(guān)于地震次生火災(zāi)的研究多集中于地上結(jié)構(gòu)[11]，而對地下結(jié)構(gòu)的研究較少。地下結(jié)構(gòu)受到周圍土體作用，其地震破壞機理與地上結(jié)構(gòu)存在較大不同；在震后火災(zāi)中的災(zāi)變行為也可能與地上結(jié)構(gòu)存在較大不同。對于地上結(jié)構(gòu)，陳適才等將結(jié)構(gòu)地震損傷與熱傳導(dǎo)分析、熱力分析相結(jié)合，認為在地震中已損傷的結(jié)構(gòu)，其火災(zāi)破壞形態(tài)會發(fā)生改變；Vitorino等[12]通過數(shù)值仿真，認為地震作用使鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)耐火性能下降；苗吉軍等[13]研究震后火災(zāi)環(huán)境下混凝土結(jié)構(gòu)的反應(yīng)，認為損傷后混凝土材料的熱傳導(dǎo)性能提高，相應(yīng)截面所經(jīng)歷的最高溫度也增高；框架結(jié)構(gòu)的高溫變形恢復(fù)能力變差，梁截面承載力下降幅度比柱截面大。對于地下結(jié)構(gòu)，陳陽等[14]研究了火災(zāi)后CFRP加固下地鐵車站結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)；菅秀松等[15]通過構(gòu)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(xiàn)有研究多集中于單獨的抗震、抗火研究，而對地震與火災(zāi)耦合作用下地下結(jié)構(gòu)的破壞機理研究較少，亟需進行深入探討，闡明地下結(jié)構(gòu)在地震與火災(zāi)耦合作用下的災(zāi)變機理，為地下結(jié)構(gòu)的抗震抗火設(shè)計提供參考。

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

1 計算模型

1.1 地鐵車站及場地參數(shù)

單層雙跨鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)是目前我國城市地鐵地下車站結(jié)構(gòu)普遍采用的結(jié)構(gòu)形式，因此，本文以一個單層雙跨鋼筋混凝土地下結(jié)構(gòu)為研究對象。該地鐵車站結(jié)構(gòu)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(cè)墻厚0.7 m，頂板厚0.8 m，底板厚0.85 m。地鐵車站結(jié)構(gòu)的構(gòu)件尺寸詳如圖 1(a)所示，配筋方案如圖 1(b)所示。結(jié)構(gòu)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(shù)詳見圖 1(c)和表1。地鐵車站結(jié)構(gòu)上表面距地表4.8 m，結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)模型

表1 場地土層參數(shù)

1.2 有限元模型建立

為模擬混凝土和鋼筋在地震與火災(zāi)中的力學(xué)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(jié)構(gòu)三維有限元模型，共有單元數(shù)量138 756個。

圖2 有限元模型

表2 混凝土及鋼筋的熱工參數(shù)

(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(cè)向邊界以控制土體側(cè)向邊界對結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)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(shù)取0.4。參數(shù)設(shè)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(jié)束后使結(jié)構(gòu)自由振動至停止；隨后，繼承震后結(jié)構(gòu)的受力狀態(tài)、變形狀態(tài)和材料損傷，對結(jié)構(gòu)施加溫度場，進行熱力分析，模擬結(jié)構(gòu)在震后火災(zāi)中的災(zāi)變行為。另外，作為對比，進行了考慮重力荷載時結(jié)構(gòu)的抗震性能分析，以及考慮重力荷載時結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)橫向輸入。選取1995年日本阪神地震中神戶大學(xué)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(diào)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(jié)構(gòu)地震反應(yīng)，將40 s時刻的結(jié)構(gòu)變形作為結(jié)構(gòu)震后殘余變形，并將該時刻的結(jié)構(gòu)狀態(tài)作為發(fā)生火災(zāi)的初始狀態(tài)。

圖3 輸入地震動

火災(zāi)分析中，采用ISO-834升溫曲線(見圖 4)，模擬車站左側(cè)車廂著火場景?；馂?zāi)發(fā)生前的環(huán)境溫度為20 ℃，火災(zāi)持續(xù)時間共計2 h，最高溫度為1 049 ℃。地震、火災(zāi)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(yīng)計算結(jié)果影響很大，本研究參考文獻[18]，Rayleigh 阻尼矩陣比例系數(shù)計算公式中的第一個自振頻率ωm取土-結(jié)構(gòu)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(dāng)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(dāng)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(yīng)譜的峰值圓頻率。

2 有限元模型合理性驗證

結(jié)構(gòu)在地震作用下的變形可以從整體上反映了地鐵車站結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)特征。本模型中地鐵車站結(jié)構(gòu)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(fā)生嚴重破壞的大開地鐵車站展開了詳細的震害調(diào)查，杜修力等[20]歸納總結(jié)了大開車站震害事例的分析方法、分析模型及相應(yīng)結(jié)論。在大開地鐵車站破壞最嚴重的區(qū)域，幾乎所有的柱子都完全倒塌，車站的頂板發(fā)生下落，車站在地震之后變?yōu)榱藘A斜的“M”形，且主要破壞部位為中柱底部、側(cè)墻上側(cè)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(jié)構(gòu)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(tài)的描述

取Abaqus模擬結(jié)果中距離地鐵車站結(jié)構(gòu)和人工邊界均較遠的場地反應(yīng)作為自由場反應(yīng)，與Shake 91求解結(jié)果對比，結(jié)果詳見Li等的研究?？傊?，Abaqus模擬結(jié)果與Shake 91軟件分析求得的土層最大剪應(yīng)力和最大剪應(yīng)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(yīng)在時域和頻域內(nèi)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(jié)構(gòu)相互作用問題模擬結(jié)果。比較當(dāng)側(cè)向人工邊界與地鐵車站距離分別取80 m，132 m和200 m時結(jié)構(gòu)應(yīng)力反應(yīng)和加速度反應(yīng)，認為當(dāng)側(cè)向人工邊界與地鐵車站結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)及周圍土體。另外，地震作用下土-地鐵車站結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)和人工邊界均較遠的區(qū)域，土體加速度響應(yīng)水平成層分布，滿足自由場響應(yīng)規(guī)律。故而，本模擬可很好消除土體有限域化對結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)的影響。

圖8 地震作用下土-結(jié)構(gòu)相互作用體系的加速度反應(yīng)

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(jié)構(gòu)的三跨模型，這就不可避免得引入平行于結(jié)構(gòu)橫截面方向的兩個側(cè)向邊界的干擾。為評估兩個側(cè)向邊界的干擾范圍和程度，沿結(jié)構(gòu)側(cè)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(jié)果詳見Li等的研究。總之，兩個側(cè)向邊界可能減小或增大結(jié)構(gòu)側(cè)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(jié)構(gòu)的三跨進行有限元分析。

3 結(jié)果分析

本文首先闡述地震作用下結(jié)構(gòu)的災(zāi)變行為，然后通過與只經(jīng)歷火災(zāi)的地下結(jié)構(gòu)對比，研究地震損傷對地下結(jié)構(gòu)抗火性能的影響。

3.1 結(jié)構(gòu)變形反應(yīng)

3.1.1 結(jié)構(gòu)整體變形

本文建立的土-地鐵車站結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)的層間位移響應(yīng)時程如圖10所示。在地震剛發(fā)生時，地下結(jié)構(gòu)的變形以整體剪切變形為主；隨著地震進行，結(jié)構(gòu)側(cè)向變形逐漸增大，頂板開始變形；結(jié)構(gòu)框架柱和側(cè)墻的剛度減小；結(jié)構(gòu)頂板發(fā)生嚴重變形，結(jié)構(gòu)的豎向承載能力明顯下降，最后地鐵車站結(jié)構(gòu)呈現(xiàn)傾斜的“M”形；結(jié)構(gòu)層間位移最大時的結(jié)構(gòu)變形如圖 11所示(變形放大系數(shù)為50)。關(guān)于地鐵車站結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)參見文獻[22-23]，此處不再贅述。

圖9 土-結(jié)構(gòu)相互作用體系的第一振型

圖10 地震作用下地鐵車站結(jié)構(gòu)的層間位移響應(yīng)時程

圖11 地震作用下結(jié)構(gòu)變形圖

火災(zāi)發(fā)生后3 min，30 min，60 min和120 min時，地下結(jié)構(gòu)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?shù)装鍣M斷面的變形及溫度分布如圖 12所示?？梢?，火災(zāi)作用下，結(jié)構(gòu)中柱不再呈剪切型破壞，而是向外凸起(相對于左跨)；結(jié)構(gòu)側(cè)墻仍接近剪切變形，變形增大；結(jié)構(gòu)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(zāi)中溫度由車廂內(nèi)表面向外擴散，沿構(gòu)件厚度方向溫度基本成層分布。中柱內(nèi)側(cè)溫度高而發(fā)生膨脹，使中柱橫截面不再呈矩形，而是發(fā)生彎曲變形。

圖12 火災(zāi)中地鐵車站結(jié)構(gòu)的變形及溫度變化

隨著火災(zāi)發(fā)生，結(jié)構(gòu)中柱、側(cè)墻和頂板的溫度變化曲線如圖13所示?？梢?，火災(zāi)中各構(gòu)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(nèi)外溫差最大，在火災(zāi)2 h時達到730 ℃；而內(nèi)外溫差最小的構(gòu)件是側(cè)墻，在火災(zāi)2 h時為441 ℃；頂板內(nèi)外溫差在火災(zāi)2 h時為587 ℃。對于構(gòu)件內(nèi)側(cè)升溫，中柱升溫最快，而側(cè)墻與頂板的升溫曲線相近；對于構(gòu)件外側(cè)升溫，側(cè)墻的升溫最快，而中柱與頂板的升溫曲線相近。

圖13 火災(zāi)中地下結(jié)構(gòu)各構(gòu)件內(nèi)外側(cè)升溫曲線

為定量研究地震及其次生火災(zāi)對結(jié)構(gòu)整體變形的影響，圖 14同時給出考慮結(jié)構(gòu)地震損傷與不考慮結(jié)構(gòu)地震損傷時，火災(zāi)中結(jié)構(gòu)的層間位移反應(yīng)時程?？梢?，震后火災(zāi)發(fā)生前，結(jié)構(gòu)存在0.004 m的地震殘余位移；隨著火災(zāi)的發(fā)生，結(jié)構(gòu)層間位移迅速增大，在火災(zāi)發(fā)生2 min時，經(jīng)歷過地震的結(jié)構(gòu)層間位移為0.006 m，而未經(jīng)歷地震的結(jié)構(gòu)層間位移為0.002 m；10 min之后，結(jié)構(gòu)層間位移增速放緩，隨時間線性增大，火災(zāi)發(fā)生2 h時，考慮地震影響的結(jié)構(gòu)層間位移為0.016m，不考慮地震影響的結(jié)構(gòu)層間位移為0.014 m。

圖14 火災(zāi)中結(jié)構(gòu)層間位移時程

綜上可見，與只經(jīng)歷火災(zāi)作用而不考慮地下結(jié)構(gòu)在地震中的損傷相比，地震次生火災(zāi)作用中地下結(jié)構(gòu)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(zāi)中地下結(jié)構(gòu)變形，但其影響略小于地下結(jié)構(gòu)在地震中的殘余變形。

3.1.2 結(jié)構(gòu)中柱變形

結(jié)構(gòu)中柱是可能導(dǎo)致地下結(jié)構(gòu)倒塌的關(guān)鍵構(gòu)件，在地震中破壞最為嚴重。故此，本文特別關(guān)注結(jié)構(gòu)中柱在震后火災(zāi)中的災(zāi)變行為。圖 15給出了結(jié)構(gòu)中柱在地震與次生火災(zāi)作用下，以及火災(zāi)單獨作用下的柱頂與柱底相對位移時程?？梢?，火災(zāi)單獨作用下，隨著火災(zāi)發(fā)生，結(jié)構(gòu)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(wěn)定0.000 8 m左右。當(dāng)考慮結(jié)構(gòu)在地震中的損傷時，火災(zāi)發(fā)生時刻中柱存在0.003 m的殘余變形；隨著震后火災(zāi)發(fā)生，結(jié)構(gòu)中柱變形規(guī)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(zāi)發(fā)生1 h后穩(wěn)定在0.002 1 m左右。

圖15 火災(zāi)中中柱柱頂與柱底相對位移時程

綜上可見，考慮地下結(jié)構(gòu)在地震中的損傷時，火災(zāi)中結(jié)構(gòu)中柱的變形增加更快、變形更大；震后火災(zāi)中結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)頂板變形

地下結(jié)構(gòu)埋置于土體中，其除與地上結(jié)構(gòu)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(zāi)中地下結(jié)構(gòu)頂板的受力特性可能與地上結(jié)構(gòu)存在較大不同。結(jié)構(gòu)頂板在地震及其次生火災(zāi)作用下，以及火災(zāi)單獨作用下的頂板撓度時程如圖 16所示?？梢?，不考慮地震荷載時，隨著火災(zāi)的發(fā)生，結(jié)構(gòu)頂板撓度逐漸增大，特別是在火災(zāi)發(fā)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(zāi)發(fā)生緩慢增大，在火災(zāi)2 h時達到0.026 m?？紤]地震時，結(jié)構(gòu)頂板撓度的發(fā)展規(guī)律與不考慮地震時相似；地震后，結(jié)構(gòu)頂板存在0.005 8 m的豎向殘余變形；隨著震后火災(zāi)的發(fā)生，頂板撓度在火災(zāi)發(fā)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(jié)構(gòu)頂板撓度隨著火災(zāi)發(fā)生緩慢增大，在0.5 h后與不考慮地震影響的結(jié)構(gòu)頂板撓度之差基本可忽略。

圖16 火災(zāi)中結(jié)構(gòu)頂板撓度時程

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

3.2 結(jié)構(gòu)損傷及內(nèi)力反應(yīng)

在地震作用下，地鐵車站結(jié)構(gòu)發(fā)生明顯破壞的部位主要集中在框架柱上下端、側(cè)墻上下端、頂板兩側(cè)、底板兩側(cè)和框架梁與頂板的交接處?；馂?zāi)作用下地鐵車站結(jié)構(gòu)的混凝土破壞主要集中于結(jié)構(gòu)受火面，即車站內(nèi)側(cè)；鋼筋破壞主要集中在結(jié)構(gòu)的背火面，即車站外側(cè)?；炷恋刃苄詰?yīng)變云圖和鋼筋Mises應(yīng)力云圖，如圖 17所示。結(jié)構(gòu)損傷在震后火災(zāi)中顯著增大，較地震結(jié)束時刻，結(jié)構(gòu)混凝土等效塑性應(yīng)變在震后火災(zāi)0.5 h增大817%，在震后火災(zāi)2 h增大1 632%；鋼筋Mises應(yīng)力在震后火災(zāi)0.5 h增大28%，在震后火災(zāi)2 h增大34%。

圖17 火災(zāi)中結(jié)構(gòu)混凝土等效塑性應(yīng)變及鋼筋Mises應(yīng)力云圖

選取地下結(jié)構(gòu)5個截面(見圖18)，分析結(jié)構(gòu)構(gòu)件內(nèi)力變化。地震及其次生火災(zāi)作用以及火災(zāi)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(cè)墻上部(斷面5-5)的軸力、剪力及彎矩等內(nèi)力時程見圖 19?？梢姡紤]地震影響時，結(jié)構(gòu)各構(gòu)件的內(nèi)力隨時間的變化規(guī)律與火災(zāi)單獨作用時比較一致，個別情況下數(shù)值差別較大。具體而言，火災(zāi)發(fā)生125 s時，中柱彎矩達到極限，隨后構(gòu)件承載力下降，柱頂與柱底彎矩在2 000 s后穩(wěn)定在50～100 kN·m，而柱中彎矩在5 500 s時發(fā)生反向。中柱在125 s破壞后，結(jié)構(gòu)發(fā)生內(nèi)力重分布，頂板和側(cè)墻的內(nèi)力迅速增大，側(cè)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(cè)墻的彎矩迅速減小，在400 s時即達最小值，穩(wěn)定在3 200 kN·m附近。對于軸力，除頂板軸力在只考慮火災(zāi)而不考慮地震的工況中出現(xiàn)短暫拉力外，其余構(gòu)件在整個火災(zāi)過程中均處于受壓狀態(tài)；這與地上結(jié)構(gòu)有較大不同。分析原因，認為地下結(jié)構(gòu)處于土體的包圍中，結(jié)構(gòu)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(cè)墻轉(zhuǎn)移，側(cè)墻軸力持續(xù)增大。中柱剪力數(shù)值較小，在結(jié)構(gòu)破壞中不起控制作用；地震破壞對結(jié)構(gòu)受火的初始剪力影響較大，但對火災(zāi)過程中的剪力值影響較?。恢兄袅﹄S結(jié)構(gòu)變形而發(fā)生反向。

圖18 截面示意圖

圖19 火災(zāi)中結(jié)構(gòu)內(nèi)力反應(yīng)

定量上，在地震與次生火災(zāi)作用下，以及火災(zāi)單獨作用下結(jié)構(gòu)構(gòu)件的內(nèi)力最值列于表3?？梢?，較只考慮火災(zāi)對地下結(jié)構(gòu)的影響，考慮結(jié)構(gòu)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(nèi)。除此之外，其余各構(gòu)件承載力均下降，其中以側(cè)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(cè)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(jié)構(gòu)在地震中損傷對結(jié)構(gòu)構(gòu)件在火災(zāi)中的抗彎承載力影響較大，最大影響部位為結(jié)構(gòu)側(cè)墻，其抗彎承載力降幅約為30%。

表3 構(gòu)件內(nèi)力最值

4 結(jié) 論

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

(1)在地震中已經(jīng)發(fā)生損傷的地鐵地下結(jié)構(gòu)，在震后火災(zāi)中變形繼續(xù)增大，損傷進一步加劇。與地震作用后結(jié)構(gòu)變形相比，火災(zāi)作用下，結(jié)構(gòu)中柱不再呈剪切型破壞，而是向外凸起(相對于著火跨)；結(jié)構(gòu)側(cè)墻仍接近剪切變形，變形增大；結(jié)構(gòu)頂板撓度增大。

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

(3)地下結(jié)構(gòu)的地震損傷對次生火災(zāi)中地下結(jié)構(gòu)抗倒塌的關(guān)鍵構(gòu)件-中柱-的變形影響明顯?？紤]地震影響時，火災(zāi)中結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)中柱的變形在火災(zāi)發(fā)生初期增大很快，在火災(zāi)發(fā)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(zāi)作用下結(jié)構(gòu)頂板撓度的影響，主要集中在火災(zāi)發(fā)生0～0.5 h，地震及其次生火災(zāi)作用下結(jié)構(gòu)頂板的最大撓度比只考慮火災(zāi)作用時結(jié)構(gòu)頂板最大撓度增大19%。

(5)地震作用對火災(zāi)中地下結(jié)構(gòu)各構(gòu)件的內(nèi)力發(fā)展規(guī)律影響不大：火災(zāi)中地下結(jié)構(gòu)中柱發(fā)生受彎破壞，結(jié)構(gòu)內(nèi)力重分布使頂板和側(cè)墻內(nèi)力迅速增大；各構(gòu)件除頂板軸力在只考慮火災(zāi)而不考慮地震的工況中出現(xiàn)短暫拉力外，均處于受壓狀態(tài)。地震作用對地下結(jié)構(gòu)側(cè)墻在火災(zāi)中的抗彎承載力削弱最大，降幅約為30%。