经历弱震损伤的混凝土框架结构抗火性能试验研究

刘才玮，张玉稳，王俊富

（1．北京工业大学 空间结构研究中心，北京100124；2．山东农业大学 水利土木工程学院，山东 泰安271018；3．青岛理工大学 通信与电子工程学院，山东 青岛266000）

强震发生和火灾出现都是小概率事件，但是地震后次生火灾的发生概率却是极高的。在地震和火灾的共同作用下，结构的反应行为更加复杂和难以控制。例如，1906年美国旧金山大地震，震后次生火灾持续3天3夜，烧毁了52个街区，28 000多幢建筑，其中多数并没有被震坏却被大火夷为平地［1］。目前对地震火灾方面的研究，主要集中在分析地震状态下火灾发生概率、地震火灾蔓延模拟，以及建筑火灾危险性评估等领域，并取得了有意义的研究成果［2－3］。但如何进行地震后火灾环境下结构反应的分析，目前很少人涉及此研究领域，因此有必要开展这方面的研究，为结构抗火和抗震设计提供理论依据，这对结构防火和地震应急都具有重大的理论和现实意义。

1 模拟弱震损伤的试验设计［4］

1．1 足尺寸混凝土框架设计

试验共设计2榀混凝土框架，其尺寸与配筋信息如图1所示。

配筋完全相同，如图1所示。所有主筋的混凝土保护层厚度均为25 mm，试件制作期间，同条件下养护尺寸为150 mm×150 mm×150 mm的预留试块，KJ1、KJ2试块抗压强度值平均值分别为33．5、33．2 MPa，钢筋截取出3段长400 mm的试样，试验强度如表1所示。

图1 框架尺寸及配筋

表1 钢筋力学性能指标 ／MPa

1．2 应变片的布置

对KJ1钢筋和混凝土粘贴应变片，主要目的是捕捉混凝土开裂荷载，获得试件中各部位钢筋应力的分布规律及变化。

1．3 试验结果及分析

模拟多遇地震的KJ1试验安装如图2所示，试验加载制度采用力加载，如图3所示。混凝土裂缝的观测采用以下方法：1）借助裂缝观测仪观察裂缝出现；2）利用粘贴在混凝土受拉区的电阻应变片，若其读数突变，从而判断开裂部位。裂缝最先出现在梁柱交界处，裂缝宽度最宽达0．2 mm，如图4、5所示，滞回曲线和骨架曲线如图6、7所示。

经过分析得出以下一些主要结论［5］：

1）开裂荷载和位置与理论计算结果基本一致，裂缝主要出现在梁、柱端，且均垂直于梁柱轴线，裂缝最大宽度达到0．22 mm；由钢筋应变量测结果可得，钢筋应变处于弹性阶段。

2）由测得的滞回和骨架曲线可得出：力和位移基本呈线性关系，框架处于弹性状态［6］。

图2 试验装置图

图3 试验加载制度

图4 梁柱交界处最先出现裂缝

图5 裂缝宽度达0．2 mm

图6 水平荷载－顶点位移滞回曲线

图7 水平荷载－顶点位移 骨架曲线

2 火灾试验

2．1 试验装置及量测

试验装置包括加载、供火、测量记录和冷却等部分，试验在青岛理工大学结构实验室完成，采用垂直火灾试验炉，如图8所示，试验装置简图如图9所示。试验量测包括位移测量和温度测量，试件的轴向变形采用差动式位移传感器测量，量程为±200 mm，其数据由惠普数据采集仪采集并存储。炉温采用N型热电偶，框架梁柱截面内温度采用镍铬－镍硅K型热电偶测得，KJ1、KJ2测点布置图如图10、11所示。试验过程中所有温度数据都由惠普Agilent34970A型数据采集仪采集，数据采集的时间间隔本试验设为10 s。

图8 火灾炉示意图

图9 试验装置图

图10 KJ1温度测点布置图

图11 KJ2温度测点布置图

2．2 试验结果

对KJ1、KJ2在受火时间、外观颜色、表面损伤、裂缝数量及宽度4方面进行对比，详细如表2所示，受火后照片见图12。

表2 火灾试验结果概况表

图12 试验现象

通过对比分析可得到下列基本结论［4］：

1）KJ1大部分呈淡黄色，KJ2大部分呈浅灰白色说明在炉温近似相同的情况下，KJ1温度上升较KJ2快，这是由于经历弱震损伤后框架出现裂缝，致使热传递加快，火灾下的损害更严重。

2）火灾试验后KJ1裂缝数量较多，宽度和深度较KJ2的大，且具有一定的规律，梁柱端部，特别是柱中出现0．24 mm的裂缝，经历地震损伤后，结构刚度和强度均有一定程度的下降，在竖向荷载作用下，混凝土抗拉极限承载力降低，出现结构裂缝。KJ2梁柱表面均有出现大量细小裂缝，宽度在0．05～0．12 mm之间；且大量走向不规则的龟裂裂缝，可以推定大部分是温度裂缝，如图12（c）所示。

3）与KJ2相比，KJ1柱角部、表面有棱角胀裂、疏松和剥落，如图12（a）所示。说明框架在地震作用下混凝土结构的强度有了明显降低。遭遇本次火灾试验后（环境温度最高750℃左右），无论是对比试件KJ2还是经历弱震损伤后的KJ1柱均没有明显的竖向变形，在轴压比不太大的情况下，结构在火灾中的温度裂缝比受力裂缝显著，最终温度裂缝的形成是火灾升降温过程共同作用的结果［9］。

4）低周反复荷载作用下，框架破坏主要集中在柱脚、柱端和梁柱节点，从火灾后裂缝出现的情况看，这也是火灾中框架受力较大和破坏较严重的部位，因此在抗火设计中应注意采取措施以提高其承载力［8］。

3 试验分析［5］

3．1 温度反应

在KJ1、KJ2的火灾试验中放置了测量炉温的热电偶，测得火灾炉内迎火面火焰附近的烟气温度随时间的变化情况，如图13（a）所示，如图可知，试验升温曲线比标准升温曲线稍慢，但对框架结构火灾反应分析没有明显影响，另外，试验结束3～4 h后打开炉门，因此降温较慢。

在火灾试验过程中，全程监测了框架梁、柱截面内各测温点的温升记录。为方便将KJ1、KJ2同一截面温度进行对比，将2框架同一截面位置的温度曲线绘在同一图上，部分点对比曲线如图13（b）所示。

图13 温度－时间实测曲线

由图12、13所示，沿柱轴线从下到上测点分别为KJ1－1、KJ1－3、KJ1－8，与之相对应的KJ2 3个测点为 KJ2－2、KJ2－7、KJ2－10，它们距柱外侧表面均为50 mm，温度对比曲线如图13（c）所示。

分析图13曲线，KJ1和KJ2截面内温度分布及上升、下降趋势存在以下几点特征：

1）KJ1由于受火前混凝土已开裂，热传导加快，测点最高温度明显高于KJ2，说明地震损伤对结构的抗火性能影响明显，但熄火后的最终温度趋近相同。混凝土材料作为热传递的不良导体，测点温度与炉温相比相差较大。以框架梁、柱混凝土表面为分界点，温度分布逐渐下降，距离越远下降越明显，表明梁、柱截面内温度分布梯度差距较大。

2）试验结束后，距混凝土表面越近的测点温度下降越快，核心区混凝土的温度有1个短暂的上升过程，且熄火后温度下降较慢，同时距混凝土表面距离越大的点，温度变化幅度越小，且变化越平缓，随燃烧时间的延长，框架各测温点的温度曲线斜率逐渐增大，表现为混凝土受热后热传导性能的变化。

3）框架混凝土核心区测点温度上升较慢。KJ1温度一般大于300℃，部分点甚至超过400℃，但KJ1核心区混凝土温度不超过300℃，可以认为，在KJ1柱达到竖向承载能力前核心区混凝土损伤较小。

4）KJ1柱中、柱脚、柱端最高温度依次降低，这是由于柱中出现了较长的沿纵筋方向的竖向裂缝，增加了热传导，而且柱中和柱脚紧靠喷火口，局部温度升高快，加大了三截面的差别，KJ2柱中、柱脚、柱端三截面最高温度相差不大，柱脚和柱中截面略高于柱端，这是由于柱脚柱中截面紧靠喷火口的缘故。

5）从KJ2三截面温升曲线可看出从40 min到100 min截面温度几乎没有变化，说明正常状态下的混凝土有良好的隔热性能，在混凝土结构的抗火设计中必须注意保证一定的保护层厚度。

3．2 变形反应

由于条件限制，试验主要测量了框架柱的竖向变形，为了使结果更加准确，框架柱的轴向变形采用取2根柱平均值的办法来确定轴向变形，结果如图14所示。

图14 KJ1、KJ2位移－时间曲线

从图14可以得出如下结论［10］：

1）KJ1与KJ2相比，框架柱轴向变形明显大于后者，在火灾环境的影响下，燃烧初期框架柱身由于受热膨胀导致柱顶发生了反向位移。

2）由于两端固定轴压比作用，在试验初期油压千斤顶示数也有所上升，表明此时在火灾环境的影响下，框架柱的自身温度应力较大。

3）在试验中后期，柱顶位移值缓慢增大，熄火后，当混凝土结构在火灾中未受到结构性破坏时，在降温过程中其变形会得到部分恢复，KJ1框架柱轴向变形大于KJ2，说明经历地震损伤的框架柱较正常状态的刚度退化严重［11］。

4 高温下损伤混凝土框架柱承载力简化计算

4．1 计算思路及基本假定

各国的规范对于受火钢筋混凝土柱等效截面的确定方法有所不同。本文借鉴瑞典规范中的500℃方法确定混凝土的有效面积，即假定截面上高于500℃的部分的抗压强度为零，而截面上低于500℃的部分完全保留，并取其抗压强度为常温下的抗压强度。另外钢筋处的温度近似取该位置处混凝土的温度，再按照规范给定的轴心抗压柱的公式进行计算［13］。

对框架柱进行热－力耦合作用下的承载性能分析，计算采取以下基本假定：

1）混凝土是各向同性的均匀性材料，框架柱四面受火均匀，等温曲线简化成正方形，柱截面内温度场分布沿轴线方向不变，热量传递与混凝土的应力状态无关。

2）在火灾持续作用过程中，构件截面始终符合平截面假定原则，忽略钢筋，将该处温度近似视为混凝土温度，这对配筋率不大的截面温度场计算影响不大。

3）不考虑高温下材料化学分解产生的反应热，且忽略因材料变形、温度应力等机械作用转化而成的部分热量，框架柱近似按照轴心受压计算，忽略梁的约束作用。

4）钢筋的强度－温度关系按式（1）确定，其温度近似采用距柱表面50 mm处的温度［11］。

4．2 截面温度场的简化计算

由上述分析可得，500℃等温线的确定是关键，根据测点分布和温度曲线及计算假定，可近似得出框架柱柱脚、柱中、柱端截面处温度分布下面以KJ1柱中截面为例加以说明。

由图10、11的温度测点布置图，可测出距柱外表面50 mm和150 mm处的温度值，取测点1－3和1－5处的平均值和测点1－4的测点值可近似得出距柱外表面50 mm处温度曲线，柱表面温度即为炉膛温度，假定截面温度呈线性规律，即可利用线性内插法确定500℃等温线的位置。同理，可确定KJ1其它柱截面和KJ2的温度分布规律。从温度曲线可得到熄火时即受火120 min时各截面温度达到最高，截面最危险，因此本文确定熄火时刻500℃等温线位置，为下面计算提供数据基础，如图15所示。

4．3 框架柱承载力计算［14］

对框架柱施加轴心简支荷载，荷载按中国现行的《混凝土结构设计规范（GB 50010—2002）》中相关规定施加，如式（2）。

其中：φ为混凝土受压构件的稳定性系数；fc为混凝土轴心抗压强度设计值；A构件截面面积；A′s全部纵向钢筋的截面面积。φ取0．98。计算过程及结果如表3所示。

表3 计算结果

图15 500℃等温线

由表3可得KJ1底部、中部、端部的截面承载力折减率分别为41．9%、61．2%、21．9%，框架柱的受压破坏主要是柱中出现沿纵筋方向的竖向裂缝。与文献［7］论述的试验柱损坏特征类似，说明上述结论与工程实际相吻合。

框架柱在固定轴压比作用下的轴向力为159 k N，远小于熄火时最危险截面的承载力，与框架最终试验现象从定性上分析是符合的。在柱中出现竖向裂缝导致了热传导的加剧，致使KJ1柱中截面温升加快，同时柱底和柱端也出现一系列受力裂缝，且由于喷火口靠近中部和下部，致使最终柱中截面温升最快、柱底次之，柱端最慢，导致了承载力折减程度从柱中、柱底、柱端逐渐降低。

5 结论

1）通过KJ1抗震试验得到的滞回曲线和骨架曲线可得出：在框架开裂前，力和位移基本呈线性关系，框架基本处于弹性工作状态；框架开裂后，滞回曲线和骨架曲线开始出现弯曲，曲线斜率开始变小，框架刚度退化明显，表明结构进入非线性工作阶段。

2）遭遇本次火灾试验后（环境温度最高750℃左右），无论是KJ2还是KJ1均没有明显的残余变形，在轴压比不太大的情况下，结构在火灾中的温度裂缝比受力裂缝显著，最终温度裂缝的形成是火灾升温和降温过程共同作用的结果［12］。

3）KJ1截面的最高温度远大于KJ2，说明地震损伤对结构的抗火性能影响显著。火灾试验过程中，框架柱截面内温度分布梯度较大，主要表现为，距表面距离越大则温度变化幅度越小，且波动范围也较小。随受火时间的延长，导致表层混凝土导热性能发生变化，内部混凝土温度变化加快［15］。

4）KJ1由于火灾试验前经历了多遇地震，从框架柱的轴向变形上可容易得出KJ1的刚度退化程度明显高于KJ2。由计算结果可知，KJ1高温下的承载力与KJ2相比退化严重，尤其是柱中截面承载力下降显著［16］。

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