高溫后鋼筋混凝土框架抗震性能試驗(yàn)研究

陸洲導(dǎo), 魏 鍇, 蘇 磊, 廖杰洪， 夏 敏

(1. 同濟(jì)大學(xué) 結(jié)構(gòu)工程與防災(zāi)研究所，上海 200092；2. 湖北武大珞珈工程結(jié)構(gòu)檢測(cè)咨詢有限公司，湖北 武漢 430072； 3.蘇州科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 蘇州 215011)

隨著城市中建筑物密度的增大，以及電器、燃?xì)庠O(shè)備的普及，建筑物火災(zāi)越發(fā)頻繁，火災(zāi)帶來的損失非常巨大.為了對(duì)火災(zāi)后混凝土框架結(jié)構(gòu)的損傷作出科學(xué)的評(píng)估，并給出合理的修復(fù)方法，需要結(jié)合實(shí)際情況，研究清楚火災(zāi)后混凝土框架結(jié)構(gòu)的受力機(jī)理以及抗震性能[1-3]

吳波等[4]通過抗震性能試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)高溫后混凝土柱的強(qiáng)度、剛度、變形能力和耗能能力均隨溫度的升高而降低，且剛度的下降幅度明顯大于強(qiáng)度.YAO Y等[5-6]通過軸壓試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)高溫后混凝土柱失去水分易大塊剝落，變形增大；

肖建莊等[7]的試驗(yàn)研究結(jié)果表明，高溫后高性能混凝土框架結(jié)構(gòu)易發(fā)生“強(qiáng)梁弱柱”破壞，承載力、剛度及耗能均明顯下降，僅延性有所提高.王博等[8]對(duì)強(qiáng)梁弱柱型鋼混凝土變柱T型節(jié)點(diǎn)的試驗(yàn)表明，節(jié)點(diǎn)主要發(fā)生柱端破壞，抗震性能較差.

王玉鐲等[9-10]對(duì)高溫后框架混凝土節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)，研究表明火災(zāi)持續(xù)時(shí)間越久，節(jié)點(diǎn)的剛度退化越明顯，剪切變形越小，等效粘滯阻尼系數(shù)下降越明顯.

Jiang和Li[11-12]等通過試驗(yàn)研究發(fā)現(xiàn)經(jīng)歷火災(zāi)高溫后框架梁及框架節(jié)點(diǎn)的破壞模式較常溫下發(fā)生改變，梁可能從受彎破壞轉(zhuǎn)換為受剪破壞，框架可能從“強(qiáng)柱弱梁”破壞轉(zhuǎn)化為“強(qiáng)梁弱柱”破壞.

Raouf-Fard等[13]對(duì)高溫后混凝土框架的殘余承載力進(jìn)行了試驗(yàn)，表明高溫后混凝土框架的承載能力下降了30%，剛度降低了50%.

霍靜思和韓林海等[14]進(jìn)行了外加強(qiáng)環(huán)板型鋼管混凝土柱-鋼梁節(jié)點(diǎn)高溫后的擬靜力試驗(yàn)，表明火災(zāi)后節(jié)點(diǎn)剛度退化平緩，強(qiáng)度降低不明顯.

張紅燕[15]對(duì)高溫后T型空心圓鋼管節(jié)點(diǎn)的滯回性能進(jìn)行測(cè)試，結(jié)果表明鋼管節(jié)點(diǎn)高溫后的破壞過程與常溫類似，其滯回性能、承載能力和節(jié)點(diǎn)剛度等均有一定程度的降低.

馬超[16]對(duì)高溫后型鋼混凝土柱-鋼梁框架節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了低周往復(fù)加載試驗(yàn)，分析了受火時(shí)間與軸壓比兩個(gè)因素對(duì)該節(jié)點(diǎn)抗震性能的影響.

Han等[17]對(duì)平面鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了火災(zāi)荷載試驗(yàn)，結(jié)果表明CFTS柱和RC梁互相提供約束和支撐，均在對(duì)方達(dá)到極限承載力后繼續(xù)承載，直至二者均發(fā)生破壞.

陸洲導(dǎo)等[18-19]進(jìn)行了5個(gè)用碳纖維加固的混凝土梁板柱節(jié)點(diǎn)低周往復(fù)加載試驗(yàn)，結(jié)果表明加固后節(jié)點(diǎn)極限承載力和抗震性能均大幅提高.

本文通過對(duì)4個(gè)鋼筋混凝土框架進(jìn)行常溫和高溫后的抗震性能試驗(yàn)，初步探討了溫度對(duì)混凝土框架的承載能力、剛度、變形能力和滯回性能的影響，以及高溫后混凝土框架破壞模式的轉(zhuǎn)變.

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

用于進(jìn)行試件升溫試驗(yàn)的水平火災(zāi)試驗(yàn)爐爐膛尺寸長×寬×高為4 000 mm×3 000 mm×1 650 mm.根據(jù)爐膛尺寸，設(shè)計(jì)1∶2縮尺的單層鋼筋混凝土框架模型.其總高為1 750 mm，柱截面尺寸為250 mm×250 mm.模型三維示意圖如圖1所示，圖1a為常溫框架模型CKJ，圖1b為高溫框架模型KJ.為考慮板的約束，并充當(dāng)爐蓋的作用，設(shè)置板厚為60 mm，雙層雙向配筋φ6@150.

將圖中所示深色區(qū)域兩個(gè)單榀框架切割出來，對(duì)其進(jìn)行擬靜力試驗(yàn).為探討鋼筋混凝土框架的抗震性能，常溫和高溫后的兩個(gè)模型中，分別將兩榀框架設(shè)計(jì)為一個(gè)強(qiáng)梁弱柱型(CKJ-1和KJ-1，即塑性鉸首先出現(xiàn)在柱端)，其框架梁尺寸為150 mm×350 mm；另一個(gè)為強(qiáng)柱弱梁型(CKJ-2和KJ-2，即塑性鉸首先出現(xiàn)在梁端)，其框架梁截面為120 mm×250 mm.單榀框架的截面及配筋情況如圖2所示.

a 常溫模型(CKJ)b 火災(zāi)中框架模型(KJ)

圖1試件的三維模型圖

Fig.13Dmodelofthespecimens

a 強(qiáng)梁弱柱型框架(CKJ-1，KJ-1)

b 強(qiáng)柱弱梁框架(CKJ-2，KJ-2)圖2 單榀框架尺寸及配筋(單位：mm)Fig.2 Specimens’ sizes (unit：mm)

1.2 材料力學(xué)性能

混凝土配合比如表1所示，混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為43.9 MPa.鋼筋材性數(shù)據(jù)如表2所示.

表1 混凝土配合比Tab.1 Concrete mix

表2 鋼筋材性數(shù)據(jù)Tab.2 Material properties of reinforcement

1.3 升溫試驗(yàn)

所有試件養(yǎng)護(hù)28 d后，在同濟(jì)大學(xué)工程結(jié)構(gòu)抗火試驗(yàn)室進(jìn)行試驗(yàn).采用標(biāo)準(zhǔn)養(yǎng)護(hù)的試塊150 mm×150 mm×150 mm，放入溫度為20±1 ℃，相對(duì)濕度為95%以上的養(yǎng)護(hù)室中養(yǎng)護(hù)28d后，取其中3塊采用烘干法測(cè)得含水率約為1.6%.升溫所用爐膛尺寸為4 000 mm×3 000 mm×1 650 mm，試件高1 750 mm.爐頂用耐火磚圍砌，用耐火棉包裹可能漏火部位.板充當(dāng)爐蓋，邊緣部分用耐火棉覆蓋.密封后爐子如圖3所示.受火中板面布置1 kN·m-2均布荷載，如圖4所示.

圖3 升溫試驗(yàn)照片F(xiàn)ig.3 Installation of fire furnace

圖4 板面荷載Fig.4 Service load imposed on the floor

該火災(zāi)試驗(yàn)爐共有8個(gè)噴嘴，可根據(jù)設(shè)定溫度自動(dòng)控制爐溫按照ISO834標(biāo)準(zhǔn)升溫曲線進(jìn)行升溫.由于混凝土板較薄，不能有效保溫，實(shí)際爐內(nèi)溫度并未按ISO834標(biāo)準(zhǔn)升溫曲線，如圖5所示.升溫試驗(yàn)總時(shí)間為140 min，熱電偶布置如下：爐內(nèi)有5個(gè)溫度測(cè)點(diǎn)，用以測(cè)量爐溫；升溫框架的熱電偶布置如圖6所示.

圖5 升溫曲線Fig.5 Heating curves

a 框架梁內(nèi)熱電偶布置

b 框架柱內(nèi)熱電偶布置圖6 熱電偶布置圖(單位：mm)Fig.6 Thermocouple layout(unit： mm)

1.4 測(cè)點(diǎn)布置和加載制度

1.4.1試驗(yàn)裝置

低周往復(fù)加載試驗(yàn)在同濟(jì)大學(xué)靜力實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行，試驗(yàn)裝置如圖7所示.

圖7 試驗(yàn)裝置Fig.7 Test device

1.4.2變形測(cè)量

低周往復(fù)加載試驗(yàn)中，測(cè)量梁截面中點(diǎn)水平位移、構(gòu)件半高處水平位移和基座的水平位移.此外，測(cè)量了縱筋和箍筋的應(yīng)變.對(duì)于高溫后的試件，鑿除表面混凝土后，再黏貼鋼筋的應(yīng)變片，然后用細(xì)石混凝土修補(bǔ).

1.4.3加載制度

每個(gè)柱上加豎向荷載270 kN，相當(dāng)于常溫下軸壓比為0.3.預(yù)加載135 kN，重復(fù)兩次，消除內(nèi)部初始應(yīng)力.水平荷載采用荷載-位移混合加載，加載制度如下：

(1)先進(jìn)行預(yù)加載，常溫15 kN反復(fù)1次，高溫后10 kN反復(fù)1次；

(2)再以30 kN為級(jí)差加載至屈服階段(鋼筋屈服)，每級(jí)反復(fù)1次，接近屈服時(shí)反復(fù)循環(huán)2次；

(3)當(dāng)判斷達(dá)到屈服后，以此時(shí)測(cè)得的最大水平位移作為屈服位移，并以其倍數(shù)為級(jí)差進(jìn)行控制加載，每級(jí)反復(fù)循環(huán)3次；

(4)至荷載為最大荷載值的85%或水平位移達(dá)到31 mm(H/50=1 550/50)時(shí)停止加載.

2 明火試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 火災(zāi)試驗(yàn)現(xiàn)象

受火框架室溫和初始溫度35 ℃左右.點(diǎn)火，約15 min后板面出現(xiàn)少量的水漬，產(chǎn)生較少的水蒸汽，板面溫度約為50 ℃.30 min后板面、梁頂出現(xiàn)大量的水跡和蒸汽，如圖8所示，板面溫度約為80 ℃，空氣中出現(xiàn)石灰的刺鼻味.50 min后板面水分大部分蒸干，溫度達(dá)到120 ℃.140 min后熄火，此時(shí)構(gòu)件內(nèi)置熱電偶最高溫度達(dá)650 ℃，板面溫度約為220 ℃～240 ℃.

a 框架受火中板面開始出現(xiàn)水漬b 框架受火中板面大量水漬

圖8受火框架試驗(yàn)現(xiàn)象

Fig.8Phenomenonoftheframeunderfire

待框架從水平爐中吊出，框架整體顏色偏紅，混凝土底座部分顏色最深，上部框架梁深紅色，并出現(xiàn)了大量細(xì)裂紋.板底混凝土因直接受火而大量爆裂，露筋，板面正中間的四邊固定板沿四周出現(xiàn)了環(huán)形裂縫，板面下凹；框架的爆裂部位主要集中在柱的邊角處，框架梁靠近柱的邊角處也存在較輕爆裂現(xiàn)象，未露筋.

2.2 受火框架內(nèi)部升溫情況

受火框架部分測(cè)點(diǎn)溫度如圖9所示.離受火面越近的測(cè)點(diǎn)，升溫速度越快.梁內(nèi)溫度達(dá)到100 ℃左右時(shí)，4、5、10、18～20測(cè)點(diǎn)升溫速度變緩，曲線出現(xiàn)一段近似水平增長，這是由于此時(shí)混凝土中的水分開始大量蒸發(fā)，帶走大部分熱量，從而使溫度-時(shí)間曲線近似水平段；當(dāng)水分蒸發(fā)之后，構(gòu)件內(nèi)部溫度又將快速增長；其余測(cè)點(diǎn)由于距離受火面較近以及試件含水率較低，曲線水平段并不明顯.

3 試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 破壞過程及破壞模式

(1)常溫下CKJ-1(強(qiáng)梁弱柱型)：施加水平荷載至90 kN時(shí)，梁柱節(jié)點(diǎn)開始出現(xiàn)裂縫，210 kN時(shí)梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)域出現(xiàn)數(shù)條交叉裂縫.采用位移加載后，當(dāng)水平位移加載至Δ2=32 mm時(shí)，節(jié)點(diǎn)出現(xiàn)大量交叉斜裂縫；加載至Δ3=40 mm時(shí)，出現(xiàn)寬度約1～2 mm的貫穿斜裂縫；加載至Δ4=48 mm時(shí)，柱發(fā)生破壞，如圖10所示.從裂縫發(fā)生的順序來看，柱頂最先出現(xiàn)裂縫，其次梁端出現(xiàn)裂縫，最后柱底出現(xiàn)裂縫.塑性鉸發(fā)生順序?yàn)橹敗憾恕?

(2)常溫下CKJ-2(強(qiáng)柱弱梁型)：水平荷載加載至120 kN時(shí)，梁端出現(xiàn)明顯裂縫，150 kN時(shí)梁節(jié)點(diǎn)區(qū)域出現(xiàn)數(shù)條交叉裂縫.采用位移加載后，當(dāng)水平位移加載至Δ2=32 mm，梁端產(chǎn)生大量交叉斜裂縫，柱出現(xiàn)交叉斜裂縫；水平位移加載至Δ6=64 mm時(shí)，梁發(fā)生破壞，如圖11所示.根據(jù)裂縫出現(xiàn)的順序，塑性鉸發(fā)生順序?yàn)榱憾恕住?該破壞模式有利于抗震.

(3)高溫后KJ-1(強(qiáng)梁弱柱型)：施加水平荷載至60 kN時(shí)，柱出現(xiàn)斜裂縫；90 kN時(shí)梁出現(xiàn)斜裂縫，100 kN時(shí)柱表面出現(xiàn)大量斜裂縫；120 kN時(shí)梁上出現(xiàn)大量裂縫；隨著荷載或位移的增加，裂縫數(shù)量大量增加，不斷延伸；當(dāng)水平位移達(dá)到Δ=52 mm時(shí)，混凝土柱發(fā)生剪切粘結(jié)破壞，如圖12所示.破壞時(shí)柱表面混凝土大量剝落，塑性鉸的作用沒有發(fā)揮.

a 受火框架熱電偶布置點(diǎn)1溫度發(fā)展

b 受火框架熱電偶布置點(diǎn)2溫度發(fā)展

c 受火框架熱電偶布置點(diǎn)4溫度發(fā)展圖9 受火框架測(cè)點(diǎn)溫度Fig.9 Temperature of measure points of the frame on fire

圖10 CKJ-1破壞模式Fig.10 Failure mode of CKJ-1

圖11 CKJ-2破壞模式Fig.11 Failure mode of CKJ-2

圖12 KJ-1破壞模式Fig.12 Failure mode of KJ-1

(4)高溫后KJ-2(強(qiáng)柱弱梁型)：水平荷載加載至45 kN時(shí)，梁端出現(xiàn)裂縫；90 kN時(shí)柱出現(xiàn)裂縫，135 kN時(shí)梁、柱出現(xiàn)大量裂縫；隨著位移的增加，柱上裂縫寬度增大至2～3 mm，并向兩端延伸；當(dāng)水平位移達(dá)到Δ6=64 mm時(shí)，混凝土柱發(fā)橫剪切黏結(jié)破壞，如圖13所示.其塑性鉸發(fā)生順序可認(rèn)為是柱底—梁端—柱頂.該高溫后混凝土框架破壞模式為剪切黏結(jié)破壞，此類破壞在常溫下也較為常見.發(fā)生此類破壞時(shí)延性差，滯回曲線“捏攏”嚴(yán)重，耗能能力差.常溫下發(fā)生剪切黏結(jié)破壞的條件為配箍率大，混凝土強(qiáng)度等級(jí)低，軸壓比在0.1～0.5之間，剪跨比在1.25～2.5之間，縱向配筋率大且縱筋直徑較大.在本試驗(yàn)中，柱剪跨比為2.5，面積配筋率為0.23%，縱筋配筋率為2.57%，單側(cè)縱筋配筋率為0.96%.高溫后混凝土框架的塑性鉸產(chǎn)生順序出現(xiàn)了變化，柱端更容易出現(xiàn)塑性鉸，破壞模式由常溫下的強(qiáng)柱弱梁形式變化為強(qiáng)梁弱柱形式，混凝土框架延性變差，捏攏變嚴(yán)重，耗能能力變差，其原因可認(rèn)為是混凝土強(qiáng)度的降低導(dǎo)致構(gòu)件破壞模式發(fā)生改變.

圖13 KJ-2破壞模式Fig.13 Failure mode of KJ-2

3.2 滯回曲線和骨架曲線

滯回曲線與骨架曲線反應(yīng)了結(jié)構(gòu)的強(qiáng)度、剛度、延性和耗能能力等抗震特性，是分析結(jié)構(gòu)抗震性能的重要數(shù)據(jù).上層梁截面中點(diǎn)的水平位移滯回曲線如圖14所示.結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象，有如下規(guī)律：高溫后混凝土框架滯回曲線捏攏效應(yīng)更為明顯；常溫下的混凝土框架滯回環(huán)更為飽滿，表明高溫后框架的抗震性能降低.

框架的骨架曲線如圖15所示，可以發(fā)現(xiàn)：高溫后混凝土框架剛度、極限承載力下降；對(duì)于常溫下的強(qiáng)梁弱柱框架CKJ-1和高溫后框架KJ-1的極限位移并未增大，表現(xiàn)出更大的脆性；對(duì)于常溫下的強(qiáng)柱弱梁框架CKJ-2和高溫后框架KJ-2極限位移增大.

3.3 承載力、變形能力與剛度

表3列出了各框架的屈服荷載、最大荷載(極限承載力)和極限水平位移.其中屈服荷載采用“通用屈服彎矩法”，極限位移按水平荷載下降至最大荷載的85%確定，或者采用破壞時(shí)的水平力.

(1)承載力：高溫后屈服荷載及極限承載力下降，強(qiáng)梁弱柱型框架(KJ-1)下降更為明顯，且變形能力較弱.高溫后混凝土彈性模量降低，由于該框架不能承擔(dān)較大變形，承載力下降幅度較大.

(2)變形能力：高溫后框架屈服位移增大，但強(qiáng)梁弱柱型框架(KJ-1)極限位移減小，強(qiáng)柱弱梁型框架(KJ-2)極限位移與常溫基本一致.高溫后延性系數(shù)降低，強(qiáng)梁弱柱型框架(KJ-1)降低更為明顯.

(3)剛度：為反映試件的剛度退化，計(jì)算割線剛度ki如下[20]：

式中：Fi為第i次峰值點(diǎn)荷載值；Xi為第i次峰點(diǎn)位移值.

將剛度隨位移退化的曲線繪于圖16中，隨著位移的增大，試件都出現(xiàn)了剛度下降的現(xiàn)象，屈服之前的曲線較為陡峭，說明屈服后剛度退化變得不再明顯，并且剛度曲線的變化趨勢(shì)基本相同；此外，高溫后試件KJ-1、KJ-2的剛度更低，并且屈服后的剛度-位移曲線更為平緩，表明屈服前的剛度退化更為明顯.

a CKJ-1

b CKJ-2

c KJ-1

d KJ-2圖14 框架滯回曲線Fig.14 Hysteresis curves of the frames

表3 框架試驗(yàn)特征參數(shù)Tab.3 Frame test characteristics parameters

圖15 骨架曲線Fig.15 Skeleton curves of the frames

圖16 剛度退化Fig.16 Stiffness degradation

3.4 耗能能力

按照?qǐng)D17所示的滯回環(huán)可計(jì)算得到等效黏滯阻尼系數(shù)he來衡量構(gòu)件的耗能能力，取關(guān)鍵點(diǎn)的he與位移的關(guān)系列于表4和圖18中.可見高溫后試件的黏滯阻尼系數(shù)較低，耗能能力弱.此外，常溫下混凝土框架(CKJ-1和CKJ-2)的耗能能力隨位移增加逐漸增強(qiáng)，而高溫后混凝土框架(KJ-1和KJ-2)的耗能能力隨位移增加而增強(qiáng)的趨勢(shì)并不明顯.

圖17 荷載-位移曲線滯回環(huán)Fig.17 Load-displacement hysteretic relation

圖18 框架等效黏滯阻尼系數(shù)he隨位移變化曲線Fig.18 Equivalent viscous damping coefficient- displancement curves

式中：SABC和SCDA分別表示曲線ABC和曲線CDA與x軸圍成曲邊三角形的面積；SOBE和SODF分別表示三角形OBE和ODF的面積.

表4 等效黏滯阻尼系數(shù)heTab.4 Equivalent viscous damping coefficient he

4 結(jié)論

根據(jù)以上討論，可得出如下結(jié)論：

(1)常溫下，強(qiáng)梁弱柱型框架CKJ-1發(fā)生破壞柱端破壞，塑性鉸出現(xiàn)順序是柱頂—梁端—柱底；強(qiáng)柱弱梁型框架CKJ-2發(fā)生破壞梁端破壞，塑性鉸出現(xiàn)順序是梁端—柱底—柱頂.高溫后，兩種類型的框架(KJ-1和KJ-2)均發(fā)生混凝土柱剪切黏結(jié)破壞.其中強(qiáng)柱弱梁型框架KJ-2塑性鉸發(fā)生順序可認(rèn)為是柱底—梁端—柱頂，塑性鉸出現(xiàn)順序出現(xiàn)了變化，柱端更容易出現(xiàn)塑性鉸，破壞模式由常溫下的強(qiáng)柱弱梁型變化為“強(qiáng)梁弱柱”型.

(2)常溫下混凝土框架滯回環(huán)較為飽滿，高溫后滯回曲線捏攏效應(yīng)更為明顯，表明高溫后抗震性能下降.高溫后混凝土框架屈服荷載、極限承載力、剛度和變形能力均下降，強(qiáng)梁弱柱型框架(KJ-1)下降更為明顯.

(3)高溫后混凝土框架的耗能能力下降；常溫下混凝土框架耗能能力隨位移增加而增強(qiáng)，而高溫后耗能能力隨位移增加而增強(qiáng)的趨勢(shì)不明顯.

(4)本文對(duì)高溫后混凝土框架的承載力和耗能性能等試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行了定性分析，對(duì)于混凝土強(qiáng)度、設(shè)計(jì)等因素可能對(duì)高溫后混凝土框架的影響，乃至上升至理論，須進(jìn)一步研究.