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    經(jīng)歷弱震損傷的混凝土框架結(jié)構(gòu)抗火性能試驗(yàn)研究

    2011-06-08 11:46:42劉才瑋張玉穩(wěn)王俊富
    關(guān)鍵詞:測(cè)點(diǎn)框架火災(zāi)

    劉才瑋,張玉穩(wěn),王俊富

    (1.北京工業(yè)大學(xué) 空間結(jié)構(gòu)研究中心,北京100124;2.山東農(nóng)業(yè)大學(xué) 水利土木工程學(xué)院,山東 泰安271018;3.青島理工大學(xué) 通信與電子工程學(xué)院,山東 青島266000)

    強(qiáng)震發(fā)生和火災(zāi)出現(xiàn)都是小概率事件,但是地震后次生火災(zāi)的發(fā)生概率卻是極高的。在地震和火災(zāi)的共同作用下,結(jié)構(gòu)的反應(yīng)行為更加復(fù)雜和難以控制。例如,1906年美國(guó)舊金山大地震,震后次生火災(zāi)持續(xù)3天3夜,燒毀了52個(gè)街區(qū),28 000多幢建筑,其中多數(shù)并沒有被震壞卻被大火夷為平地[1]。目前對(duì)地震火災(zāi)方面的研究,主要集中在分析地震狀態(tài)下火災(zāi)發(fā)生概率、地震火災(zāi)蔓延模擬,以及建筑火災(zāi)危險(xiǎn)性評(píng)估等領(lǐng)域,并取得了有意義的研究成果[2-3]。但如何進(jìn)行地震后火災(zāi)環(huán)境下結(jié)構(gòu)反應(yīng)的分析,目前很少人涉及此研究領(lǐng)域,因此有必要開展這方面的研究,為結(jié)構(gòu)抗火和抗震設(shè)計(jì)提供理論依據(jù),這對(duì)結(jié)構(gòu)防火和地震應(yīng)急都具有重大的理論和現(xiàn)實(shí)意義。

    1 模擬弱震損傷的試驗(yàn)設(shè)計(jì)[4]

    1.1 足尺寸混凝土框架設(shè)計(jì)

    試驗(yàn)共設(shè)計(jì)2榀混凝土框架,其尺寸與配筋信息如圖1所示。

    配筋完全相同,如圖1所示。所有主筋的混凝土保護(hù)層厚度均為25 mm,試件制作期間,同條件下養(yǎng)護(hù)尺寸為150 mm×150 mm×150 mm的預(yù)留試塊,KJ1、KJ2試塊抗壓強(qiáng)度值平均值分別為33.5、33.2 MPa,鋼筋截取出3段長(zhǎng)400 mm的試樣,試驗(yàn)強(qiáng)度如表1所示。

    圖1 框架尺寸及配筋

    表1 鋼筋力學(xué)性能指標(biāo) /MPa

    1.2 應(yīng)變片的布置

    對(duì)KJ1鋼筋和混凝土粘貼應(yīng)變片,主要目的是捕捉混凝土開裂荷載,獲得試件中各部位鋼筋應(yīng)力的分布規(guī)律及變化。

    1.3 試驗(yàn)結(jié)果及分析

    模擬多遇地震的KJ1試驗(yàn)安裝如圖2所示,試驗(yàn)加載制度采用力加載,如圖3所示。混凝土裂縫的觀測(cè)采用以下方法:1)借助裂縫觀測(cè)儀觀察裂縫出現(xiàn);2)利用粘貼在混凝土受拉區(qū)的電阻應(yīng)變片,若其讀數(shù)突變,從而判斷開裂部位。裂縫最先出現(xiàn)在梁柱交界處,裂縫寬度最寬達(dá)0.2 mm,如圖4、5所示,滯回曲線和骨架曲線如圖6、7所示。

    經(jīng)過(guò)分析得出以下一些主要結(jié)論[5]:

    1)開裂荷載和位置與理論計(jì)算結(jié)果基本一致,裂縫主要出現(xiàn)在梁、柱端,且均垂直于梁柱軸線,裂縫最大寬度達(dá)到0.22 mm;由鋼筋應(yīng)變量測(cè)結(jié)果可得,鋼筋應(yīng)變處于彈性階段。

    2)由測(cè)得的滯回和骨架曲線可得出:力和位移基本呈線性關(guān)系,框架處于彈性狀態(tài)[6]。

    圖2 試驗(yàn)裝置圖

    圖3 試驗(yàn)加載制度

    圖4 梁柱交界處最先出現(xiàn)裂縫

    圖5 裂縫寬度達(dá)0.2 mm

    圖6 水平荷載-頂點(diǎn)位移滯回曲線

    圖7 水平荷載-頂點(diǎn)位移 骨架曲線

    2 火災(zāi)試驗(yàn)

    2.1 試驗(yàn)裝置及量測(cè)

    試驗(yàn)裝置包括加載、供火、測(cè)量記錄和冷卻等部分,試驗(yàn)在青島理工大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室完成,采用垂直火災(zāi)試驗(yàn)爐,如圖8所示,試驗(yàn)裝置簡(jiǎn)圖如圖9所示。試驗(yàn)量測(cè)包括位移測(cè)量和溫度測(cè)量,試件的軸向變形采用差動(dòng)式位移傳感器測(cè)量,量程為±200 mm,其數(shù)據(jù)由惠普數(shù)據(jù)采集儀采集并存儲(chǔ)。爐溫采用N型熱電偶,框架梁柱截面內(nèi)溫度采用鎳鉻-鎳硅K型熱電偶測(cè)得,KJ1、KJ2測(cè)點(diǎn)布置圖如圖10、11所示。試驗(yàn)過(guò)程中所有溫度數(shù)據(jù)都由惠普Agilent34970A型數(shù)據(jù)采集儀采集,數(shù)據(jù)采集的時(shí)間間隔本試驗(yàn)設(shè)為10 s。

    圖8 火災(zāi)爐示意圖

    圖9 試驗(yàn)裝置圖

    圖10 KJ1溫度測(cè)點(diǎn)布置圖

    圖11 KJ2溫度測(cè)點(diǎn)布置圖

    2.2 試驗(yàn)結(jié)果

    對(duì)KJ1、KJ2在受火時(shí)間、外觀顏色、表面損傷、裂縫數(shù)量及寬度4方面進(jìn)行對(duì)比,詳細(xì)如表2所示,受火后照片見圖12。

    表2 火災(zāi)試驗(yàn)結(jié)果概況表

    圖12 試驗(yàn)現(xiàn)象

    通過(guò)對(duì)比分析可得到下列基本結(jié)論[4]:

    1)KJ1大部分呈淡黃色,KJ2大部分呈淺灰白色說(shuō)明在爐溫近似相同的情況下,KJ1溫度上升較KJ2快,這是由于經(jīng)歷弱震損傷后框架出現(xiàn)裂縫,致使熱傳遞加快,火災(zāi)下的損害更嚴(yán)重。

    2)火災(zāi)試驗(yàn)后KJ1裂縫數(shù)量較多,寬度和深度較KJ2的大,且具有一定的規(guī)律,梁柱端部,特別是柱中出現(xiàn)0.24 mm的裂縫,經(jīng)歷地震損傷后,結(jié)構(gòu)剛度和強(qiáng)度均有一定程度的下降,在豎向荷載作用下,混凝土抗拉極限承載力降低,出現(xiàn)結(jié)構(gòu)裂縫。KJ2梁柱表面均有出現(xiàn)大量細(xì)小裂縫,寬度在0.05~0.12 mm之間;且大量走向不規(guī)則的龜裂裂縫,可以推定大部分是溫度裂縫,如圖12(c)所示。

    3)與KJ2相比,KJ1柱角部、表面有棱角脹裂、疏松和剝落,如圖12(a)所示。說(shuō)明框架在地震作用下混凝土結(jié)構(gòu)的強(qiáng)度有了明顯降低。遭遇本次火災(zāi)試驗(yàn)后(環(huán)境溫度最高750℃左右),無(wú)論是對(duì)比試件KJ2還是經(jīng)歷弱震損傷后的KJ1柱均沒有明顯的豎向變形,在軸壓比不太大的情況下,結(jié)構(gòu)在火災(zāi)中的溫度裂縫比受力裂縫顯著,最終溫度裂縫的形成是火災(zāi)升降溫過(guò)程共同作用的結(jié)果[9]。

    4)低周反復(fù)荷載作用下,框架破壞主要集中在柱腳、柱端和梁柱節(jié)點(diǎn),從火災(zāi)后裂縫出現(xiàn)的情況看,這也是火災(zāi)中框架受力較大和破壞較嚴(yán)重的部位,因此在抗火設(shè)計(jì)中應(yīng)注意采取措施以提高其承載力[8]。

    3 試驗(yàn)分析[5]

    3.1 溫度反應(yīng)

    在KJ1、KJ2的火災(zāi)試驗(yàn)中放置了測(cè)量爐溫的熱電偶,測(cè)得火災(zāi)爐內(nèi)迎火面火焰附近的煙氣溫度隨時(shí)間的變化情況,如圖13(a)所示,如圖可知,試驗(yàn)升溫曲線比標(biāo)準(zhǔn)升溫曲線稍慢,但對(duì)框架結(jié)構(gòu)火災(zāi)反應(yīng)分析沒有明顯影響,另外,試驗(yàn)結(jié)束3~4 h后打開爐門,因此降溫較慢。

    在火災(zāi)試驗(yàn)過(guò)程中,全程監(jiān)測(cè)了框架梁、柱截面內(nèi)各測(cè)溫點(diǎn)的溫升記錄。為方便將KJ1、KJ2同一截面溫度進(jìn)行對(duì)比,將2框架同一截面位置的溫度曲線繪在同一圖上,部分點(diǎn)對(duì)比曲線如圖13(b)所示。

    圖13 溫度-時(shí)間實(shí)測(cè)曲線

    由圖12、13所示,沿柱軸線從下到上測(cè)點(diǎn)分別為KJ1-1、KJ1-3、KJ1-8,與之相對(duì)應(yīng)的KJ2 3個(gè)測(cè)點(diǎn)為 KJ2-2、KJ2-7、KJ2-10,它們距柱外側(cè)表面均為50 mm,溫度對(duì)比曲線如圖13(c)所示。

    分析圖13曲線,KJ1和KJ2截面內(nèi)溫度分布及上升、下降趨勢(shì)存在以下幾點(diǎn)特征:

    1)KJ1由于受火前混凝土已開裂,熱傳導(dǎo)加快,測(cè)點(diǎn)最高溫度明顯高于KJ2,說(shuō)明地震損傷對(duì)結(jié)構(gòu)的抗火性能影響明顯,但熄火后的最終溫度趨近相同?;炷敛牧献鳛闊醾鬟f的不良導(dǎo)體,測(cè)點(diǎn)溫度與爐溫相比相差較大。以框架梁、柱混凝土表面為分界點(diǎn),溫度分布逐漸下降,距離越遠(yuǎn)下降越明顯,表明梁、柱截面內(nèi)溫度分布梯度差距較大。

    2)試驗(yàn)結(jié)束后,距混凝土表面越近的測(cè)點(diǎn)溫度下降越快,核心區(qū)混凝土的溫度有1個(gè)短暫的上升過(guò)程,且熄火后溫度下降較慢,同時(shí)距混凝土表面距離越大的點(diǎn),溫度變化幅度越小,且變化越平緩,隨燃燒時(shí)間的延長(zhǎng),框架各測(cè)溫點(diǎn)的溫度曲線斜率逐漸增大,表現(xiàn)為混凝土受熱后熱傳導(dǎo)性能的變化。

    3)框架混凝土核心區(qū)測(cè)點(diǎn)溫度上升較慢。KJ1溫度一般大于300℃,部分點(diǎn)甚至超過(guò)400℃,但KJ1核心區(qū)混凝土溫度不超過(guò)300℃,可以認(rèn)為,在KJ1柱達(dá)到豎向承載能力前核心區(qū)混凝土損傷較小。

    4)KJ1柱中、柱腳、柱端最高溫度依次降低,這是由于柱中出現(xiàn)了較長(zhǎng)的沿縱筋方向的豎向裂縫,增加了熱傳導(dǎo),而且柱中和柱腳緊靠噴火口,局部溫度升高快,加大了三截面的差別,KJ2柱中、柱腳、柱端三截面最高溫度相差不大,柱腳和柱中截面略高于柱端,這是由于柱腳柱中截面緊靠噴火口的緣故。

    5)從KJ2三截面溫升曲線可看出從40 min到100 min截面溫度幾乎沒有變化,說(shuō)明正常狀態(tài)下的混凝土有良好的隔熱性能,在混凝土結(jié)構(gòu)的抗火設(shè)計(jì)中必須注意保證一定的保護(hù)層厚度。

    3.2 變形反應(yīng)

    由于條件限制,試驗(yàn)主要測(cè)量了框架柱的豎向變形,為了使結(jié)果更加準(zhǔn)確,框架柱的軸向變形采用取2根柱平均值的辦法來(lái)確定軸向變形,結(jié)果如圖14所示。

    圖14 KJ1、KJ2位移-時(shí)間曲線

    從圖14可以得出如下結(jié)論[10]:

    1)KJ1與KJ2相比,框架柱軸向變形明顯大于后者,在火災(zāi)環(huán)境的影響下,燃燒初期框架柱身由于受熱膨脹導(dǎo)致柱頂發(fā)生了反向位移。

    2)由于兩端固定軸壓比作用,在試驗(yàn)初期油壓千斤頂示數(shù)也有所上升,表明此時(shí)在火災(zāi)環(huán)境的影響下,框架柱的自身溫度應(yīng)力較大。

    3)在試驗(yàn)中后期,柱頂位移值緩慢增大,熄火后,當(dāng)混凝土結(jié)構(gòu)在火災(zāi)中未受到結(jié)構(gòu)性破壞時(shí),在降溫過(guò)程中其變形會(huì)得到部分恢復(fù),KJ1框架柱軸向變形大于KJ2,說(shuō)明經(jīng)歷地震損傷的框架柱較正常狀態(tài)的剛度退化嚴(yán)重[11]。

    4 高溫下?lián)p傷混凝土框架柱承載力簡(jiǎn)化計(jì)算

    4.1 計(jì)算思路及基本假定

    各國(guó)的規(guī)范對(duì)于受火鋼筋混凝土柱等效截面的確定方法有所不同。本文借鑒瑞典規(guī)范中的500℃方法確定混凝土的有效面積,即假定截面上高于500℃的部分的抗壓強(qiáng)度為零,而截面上低于500℃的部分完全保留,并取其抗壓強(qiáng)度為常溫下的抗壓強(qiáng)度。另外鋼筋處的溫度近似取該位置處混凝土的溫度,再按照規(guī)范給定的軸心抗壓柱的公式進(jìn)行計(jì)算[13]。

    對(duì)框架柱進(jìn)行熱-力耦合作用下的承載性能分析,計(jì)算采取以下基本假定:

    1)混凝土是各向同性的均勻性材料,框架柱四面受火均勻,等溫曲線簡(jiǎn)化成正方形,柱截面內(nèi)溫度場(chǎng)分布沿軸線方向不變,熱量傳遞與混凝土的應(yīng)力狀態(tài)無(wú)關(guān)。

    2)在火災(zāi)持續(xù)作用過(guò)程中,構(gòu)件截面始終符合平截面假定原則,忽略鋼筋,將該處溫度近似視為混凝土溫度,這對(duì)配筋率不大的截面溫度場(chǎng)計(jì)算影響不大。

    3)不考慮高溫下材料化學(xué)分解產(chǎn)生的反應(yīng)熱,且忽略因材料變形、溫度應(yīng)力等機(jī)械作用轉(zhuǎn)化而成的部分熱量,框架柱近似按照軸心受壓計(jì)算,忽略梁的約束作用。

    4)鋼筋的強(qiáng)度-溫度關(guān)系按式(1)確定,其溫度近似采用距柱表面50 mm處的溫度[11]。

    4.2 截面溫度場(chǎng)的簡(jiǎn)化計(jì)算

    由上述分析可得,500℃等溫線的確定是關(guān)鍵,根據(jù)測(cè)點(diǎn)分布和溫度曲線及計(jì)算假定,可近似得出框架柱柱腳、柱中、柱端截面處溫度分布下面以KJ1柱中截面為例加以說(shuō)明。

    由圖10、11的溫度測(cè)點(diǎn)布置圖,可測(cè)出距柱外表面50 mm和150 mm處的溫度值,取測(cè)點(diǎn)1-3和1-5處的平均值和測(cè)點(diǎn)1-4的測(cè)點(diǎn)值可近似得出距柱外表面50 mm處溫度曲線,柱表面溫度即為爐膛溫度,假定截面溫度呈線性規(guī)律,即可利用線性內(nèi)插法確定500℃等溫線的位置。同理,可確定KJ1其它柱截面和KJ2的溫度分布規(guī)律。從溫度曲線可得到熄火時(shí)即受火120 min時(shí)各截面溫度達(dá)到最高,截面最危險(xiǎn),因此本文確定熄火時(shí)刻500℃等溫線位置,為下面計(jì)算提供數(shù)據(jù)基礎(chǔ),如圖15所示。

    4.3 框架柱承載力計(jì)算[14]

    對(duì)框架柱施加軸心簡(jiǎn)支荷載,荷載按中國(guó)現(xiàn)行的《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范(GB 50010—2002)》中相關(guān)規(guī)定施加,如式(2)。

    其中:φ為混凝土受壓構(gòu)件的穩(wěn)定性系數(shù);fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值;A構(gòu)件截面面積;A′s全部縱向鋼筋的截面面積。φ取0.98。計(jì)算過(guò)程及結(jié)果如表3所示。

    表3 計(jì)算結(jié)果

    圖15 500℃等溫線

    由表3可得KJ1底部、中部、端部的截面承載力折減率分別為41.9%、61.2%、21.9%,框架柱的受壓破壞主要是柱中出現(xiàn)沿縱筋方向的豎向裂縫。與文獻(xiàn)[7]論述的試驗(yàn)柱損壞特征類似,說(shuō)明上述結(jié)論與工程實(shí)際相吻合。

    框架柱在固定軸壓比作用下的軸向力為159 k N,遠(yuǎn)小于熄火時(shí)最危險(xiǎn)截面的承載力,與框架最終試驗(yàn)現(xiàn)象從定性上分析是符合的。在柱中出現(xiàn)豎向裂縫導(dǎo)致了熱傳導(dǎo)的加劇,致使KJ1柱中截面溫升加快,同時(shí)柱底和柱端也出現(xiàn)一系列受力裂縫,且由于噴火口靠近中部和下部,致使最終柱中截面溫升最快、柱底次之,柱端最慢,導(dǎo)致了承載力折減程度從柱中、柱底、柱端逐漸降低。

    5 結(jié)論

    1)通過(guò)KJ1抗震試驗(yàn)得到的滯回曲線和骨架曲線可得出:在框架開裂前,力和位移基本呈線性關(guān)系,框架基本處于彈性工作狀態(tài);框架開裂后,滯回曲線和骨架曲線開始出現(xiàn)彎曲,曲線斜率開始變小,框架剛度退化明顯,表明結(jié)構(gòu)進(jìn)入非線性工作階段。

    2)遭遇本次火災(zāi)試驗(yàn)后(環(huán)境溫度最高750℃左右),無(wú)論是KJ2還是KJ1均沒有明顯的殘余變形,在軸壓比不太大的情況下,結(jié)構(gòu)在火災(zāi)中的溫度裂縫比受力裂縫顯著,最終溫度裂縫的形成是火災(zāi)升溫和降溫過(guò)程共同作用的結(jié)果[12]。

    3)KJ1截面的最高溫度遠(yuǎn)大于KJ2,說(shuō)明地震損傷對(duì)結(jié)構(gòu)的抗火性能影響顯著。火災(zāi)試驗(yàn)過(guò)程中,框架柱截面內(nèi)溫度分布梯度較大,主要表現(xiàn)為,距表面距離越大則溫度變化幅度越小,且波動(dòng)范圍也較小。隨受火時(shí)間的延長(zhǎng),導(dǎo)致表層混凝土導(dǎo)熱性能發(fā)生變化,內(nèi)部混凝土溫度變化加快[15]。

    4)KJ1由于火災(zāi)試驗(yàn)前經(jīng)歷了多遇地震,從框架柱的軸向變形上可容易得出KJ1的剛度退化程度明顯高于KJ2。由計(jì)算結(jié)果可知,KJ1高溫下的承載力與KJ2相比退化嚴(yán)重,尤其是柱中截面承載力下降顯著[16]。

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