在役预应力混凝土板火灾后性能理论分析与试验研究

夏玉峰 李乌江 苗吉军 高立堂

摘要：本文结合在役建筑预应力双T板火灾后的静载试验研究，将在役建筑预应力混凝土板火灾后承载能力和变形分为3个阶段，分别从混凝土和钢绞线高温后的力学性能、粘结性能、协调变形等方面对火灾后预应力板构件的承载能力进行了理论分析和建模计算，得出此类板火灾后承载能力降低的主要影响因素是预应力鋼筋的高温蠕变和粘结破坏而非混凝土强度降低的结论，为试验结果做出了合理解释，可为预应力混凝土结构的抗火性能分析试验和研究提供参考。

关键词：在役建筑，预应力双T板，火灾，极限承载力

1.引言

随着预应力混凝土结构设计理论逐步趋于成熟，预应力混凝土构件和结构愈来愈广泛的应用于建筑工程中，然而国内对预应力混凝土结构的抗火性能试验研究和理论分析尚处于起步阶段。近年来，对预应力构件或结构的试验研究日趋增多[1~3]，但对在役建筑构件或结构火灾后的使用性能和极限承载能力试验研究却十分少见。特别是对在役建筑结构火灾后预应力构件或结构的协调工作性能等问题尚未见诸报端。本文通过对火灾现场的预应力双T板的使用性能和极限承载能力进行理论分析和建模计算，结合在役构件火灾现场的静载试验，找到了影响火灾后预应力板构件承载能力的主要影响因素，以期为相关研究提供参考。

2.火灾现场勘察[4,5]

受火建筑为冷藏车间，轴线尺寸为18m×32m。建筑主体为砌体结构，横墙承重，墙厚370mm，砌体结构施工质量控制等级为B级。在各承重墙体中间和墙顶设有370mm×300mm圈梁，屋面板采用大型预制预应力双T板，板规格为2.4m×18m，室内净高6.3米。

现场勘察时，室内可燃物几乎燃尽，据目击者称，大火持续时间长达近两小时。由于室内货物堆积较为分散，火焰迅速蔓延，墙体外贴85mm厚PBF保温

板全部烧毁；屋顶吊装薄壁冷却管（与屋面板接近）发生弯曲变形；部分区域屋面板发生大面积剥落，剥落区域积灰明显少于周围，证明混凝土剥落发生在火灾后期（图2.1）；刷掉混凝土表面的积灰层，预应力双T板腹板两侧混凝土表面颜色为灰白色略显红色，存在细微参差裂缝（图2.2）；支撑圈梁表面出现龟裂。

图2.1 板混凝土剥落 图2.2腹板混凝土表面

根据现场勘察结果，初步判定火灾现场环境温度达到800oC以上，持续时间超过90分钟。

3.计算数据和理论准备

3.1预制预应力双T板属性

双T板的其截面几何属性如图3.1所示，其相关技术数据如表3.1所示。其中，截面内构造非预应力筋为5@150。

图3.1 双T板截面几何属性

表3.1 试验板技术数据

计算

跨度 制作

工艺 砼强度

fc (MPa) 钢绞线

属性 截面积

Ap 张拉应力

σcon(MPa) 保护层

厚度 额定损失

σl (MPa)

17.8m 先张

有粘结 40 (2×φs12.7)

×2 4×98.7mm2 1860×0.75 35mm 150

注：后续计算均假设以上条件成立；板挠度限值[f]=60mm；钢绞线应力设为σ=1245MPa。

3.2混凝土受火后的强度

本文取双T板的半边截面，T型截面翼缘部分按单面受火、腹板按双面受火进行简化的热传递计算，求出T型截面内混凝土的等温线[6]，相关计算参数和数据如表3.2所示。

表3.2截面等温线的计算参数

参数 时间

系数α 扩散

率a 时间

ω 初温

Θ0 最高

温Θmax 至受热

面距离x 层厚

Δx

单位 — mm2/s min oC mm

数值 1.0 0.8 90 -10 800 0~40 10

则有 ，分别计算x1=10mm，x2=20mm，x3=30mm，x4=40mm时温度值，其中温度修正系数 。文献[7]提供降温后混凝土残余强度的经验拟合曲线为： 根据截面等温线，可求得降温后T型截面等强线(单位：MPa)。截面等温线和等强线如图3.2所示，很明显，腹板中混凝土强度降低幅度较小。

图3.2板截面等温线及等强线示意图(单位：oC)

3.3高温下钢绞线的蠕变

钢绞线在火灾期间已达到300oC以上，须考虑应力-高温耦合作用下预应力钢绞线的蠕变问题。文献[8]提供了1860级钢绞线的短期高温蠕变应变的拟合曲线： 以及高温下钢绞线模量降低的拟合曲线： 。相关参数和计算内容如表3.3所示。

表3.3预应力钢筋高温蠕变计算

参数 σ t θ fpu a b εcr Es Es(θ) εs εcr/εs

单位 MPa min oC MPa ¬10-4 — 10-3 N/mm2 105 10-3 —

数值 1340 30 329 1860 5.4 0.415 1.44 1.95×105 1.53 6.87 0.21

值得指出的一点是，本文取定的火灾持续时间为90分钟，但在钢绞线高温蠕变计算中，本文取定埋入混凝土截面中的钢绞线持续高温的时间为30分钟，主要考虑高温下混凝土截面的传温速率及明火熄灭后截面内的降温持续时间。由表3.3计算，钢绞线在高温下的应变和为Σε=εs+εcr=0.00938。而此时其极限应变为εmax= fpu/ Es(θ)=0.01213。很明显，在高温作用下钢绞线已接近屈服。

3.4钢绞线高温后的极限强度和模量[9][15]

火灾结束构件冷却后，本文认为钢绞线在火灾期间的变形不可恢复。钢绞线冷却后的极限强度为： ，冷却后的弹性模量为： 。其中，20℃＜T<900℃，可得 =1704.6MPa，ET=1.79×105N/mm2。

3.5钢绞线-混凝土的粘结破坏

对于高温后钢绞线-混凝土间的粘结性能问题，尚无专门的试验研究可供参考，文献[10]对高温下各类非预应力钢筋高温后的粘结性能进行了试验研究，并提出了粘结强度变化的拟合曲线。文献[5]仅给出了预应力钢筋粘结强度随温度升高而降低的经验曲线。

4.建模计算和试验研究

4.1基本假定

根据本次试验的实际情况，预设理论计算的基本假定如下：

(1)板的受力变形分为三阶段：1) 从板制作安装完成到使用至火灾发生前的变形；2) 火灾发生至试验前的变形；3) 试验荷载引起的变形。

(2) 不考虑应力-高温对混凝土的耦合作用及火灾作用期间的变形。

(3) 不考虑标准ISO升温曲线与实际火灾升温的差异。

(4) 取板半边截面，不考虑板的剪切变形和扭转变形。

4.2计算分析[11~13]

本节仍取双T板的半边截面按T型截面进行力学计算，忽略板截面内非预应力钢丝的作用。

4.2.1制作使用阶段变形计算[12]

=13.79MPa； =245.8kN，其中，A0=9.7×104mm2， =410mm，I0=5.79×109mm4，y0=455mm。

腹板底边混凝土法向应力 ，其中W0=8.95×106mm3，即受拉区边缘混凝土应力为零时的弯矩为M0=123.45kNm。使用荷载下的预应力钢筋拉应力为： =1340MPa。其中， =95MPa。制作阶段刚度按B=0.85E cI0，使用阶段刚度按 =0.53EcI0，其中 ＞1，取1.0。相关计算内容与参数如表4.1所示。

表4.1 制作使用阶段变形计算

参数 自重

g 面层

重g 跨度

l0 跨中

M1 零应力

M0 裂缝

Ml 开裂

Mcr ω 反拱

f2l 荷载

挠度f1l 荷载

挠度f1

单位 kN/m m kN•m — mm

数值 2.4 1.0 17.8 134.66 123.45 11.21 151.93 9.7 44 79 35

在使用阶段，按截面内力平衡有 ，可得x=6.4mm。很明显，从3.2节混凝土受火后截面等强线来看，板受压区混凝土强度降低较小(≈2%)。

4.2.2火灾冷却阶段变形计算

由前述计算可知，在火灾发生至冷却期间，预应力板的荷载并没有变化，然而钢绞线的应变在增加。此时，板的刚度是不可知的，挠度变形不可由弯矩和刚度组合求出，但考虑板变形协调的问题，板跨中挠度值仍可由板底面钢绞线的变形曲线求出。

表4.2 冷却阶段变形计算

参数 荷载G 计算跨度l0 跨中弯矩M1 跨中挠度f2

单位 kN/m m kN•m mm

数值 3.4 17.8 134.66 38

4.2.3试验阶段变形计算

在试验开始时，板的挠度变形取为4.2.2节最终值。此时，钢绞线的应力仍为Σσ1=1548MPa。按4.2.2节计算公式，试验阶段板刚度仍按 计算，但 ，相关内容与参数如表4.3~4.4所示，其中 。

表4.3一期试验荷载变形计算

参数 自重

g 面层

重g 跨度

l0 荷载

ΔQ1 跨中

M2 ΔM1 Bs1 ω 荷载

挠度Δf1 应力

Δσ1 应变

Δε1

单位 kN/m m kN/m kN•m Nmm2 — mm MPa 10-3

数值 2.4 1.0 17.8 0.45 152.48 17.82 1.1×1014 9.7 8.45 151.7 0.848

表4.4二期试验荷载变形计算

参数 自重

g 面层

重g 跨度

l0 荷载

ΔQ1 跨中

M2 ΔM2 Bs1 ω 荷载

挠度Δf1 应力

Δσ1 应变

Δε1

单位 kN/m m kN/m kN•m Nmm2 — mm MPa 10-3

数值 2.4 1.0 17.8 0.45 170.3 17.82 5.8×1013 9.7 8.45 151.7 0.848

4.3试验研究

4.3.1试验概况

试验测试内容包括：(1)板跨中截面在试验荷载下的挠度及支座沉降变形；(2)板跨中截面、支座边界截面在试验荷载下的应变。为保证该试验板独立承载，将相邻板间屋面的找坡层、保温层切除，并摘除板下掛件。在T型板四个支座处和腹板跨中，分别架设6个机械百分表。在板跨中腹板底、支座边缘腹板处粘贴混凝土应变片来量测板在试验荷载下的应变。每块试验板在每个腹板跨中处布置2个应变片，四个支座处各粘贴6个应变片，以及在支座下圈梁上布置2个，并在相邻的板粘贴一个温度补偿片。各测点平面和剖面布置图如图4.1所示。图中，i表示混凝土应变片位置，○i表示位移计位置。

图4.1 测点位置布置平面图与试验加载现场

本次试验采用袋装黄砂施加荷载，为模拟板均布受荷，每块板纵向均匀地分布八个加载区。每级加载1.6吨，相当于板纵向均布荷载0.9kN/m。

4.3.2试验现象

试验板在加载完1.6吨荷载持荷过程中即听到“嘭”的异响，在加载2.6吨荷载过程中再次听到“嘭、嘭”的异响，说明预应力钢筋已发生明显粘结滑移破坏。2.6吨荷载全部作用在试验板上，10分钟后读数，板跨中混凝土应变差已达到近150με，支座混凝土应变差也在持续增长，支座下圈梁发生破坏。15分钟后各截面混凝土应变仍在迅速增长，跨中截面应变差超过200με，板支座处轴线方向应变差达到120με,此时已超过混凝土的开裂应变。鉴于以上情况，为安全起见，立即停止试验。

5.试验结果和对比分析

图5.1为预应力双T板火灾后加载挠度实验结果及理论计算结果，图可见，随着荷载的加大，理论值和试验值都呈上升的趋势，二者在加载之初比较接近，未加载时，挠度在测点2和5的平均值和理计算结果误差在8%左右；加载之后理论值要与实测值逐渐偏离，误差约为16%。图5.2为预应力双T板应变增量的实测值和计算值，由图可见计算值比实测值要大很多，试验值受位移变化影响呈缓慢上升的趋势；而计算应变增量保持平稳，这是由于高温不但造成混凝土和钢材的属性破坏，也造成了钢材和混凝土之间共同工作属性的破坏，而我们的计算假定是粘结没有破坏，预应力钢绞线与混凝土之间协同变形，这与实际不符，实际上预应力钢筋与混凝土间粘结破坏是必然的，他们之间必定存在粘结滑移。图5.2计算值与试验值的差异说明在应力应变计算中应该考虑钢筋混凝土粘结滑移的对板刚度的影响，否则误差很大。

图5.1 预应力双T板挠度值 图5.2 预应力双T板应变增量

由3.2节的计算可知，受火后板受压区混凝土强度降低很小(≈2%)，而由3.3-3.4节的计算可知高温下钢绞线的蠕变却很大且高温后钢绞线的极限强度和弹性模量降低约10%。由4.3节试验结果可知在试验荷载作用下，钢绞线与混凝土之间已发生明显的粘结滑移破坏，随后板失去承载能力。

6.结束语

本文通过理论分析和建模计算，结合火灾后预应力混凝土构件静载试验研究，可得出如下结论：

（1）预应力混凝土板构件火灾后承载能力降低的主要影响因素是预应力钢筋的高温蠕变、极限强度降低以及粘结破坏而非混凝土强度降低；

（2）普通预应力混凝土板构件保护层厚度较小，且预应力钢筋配筋率也明显小于非预应力构件，对预应力板的抗火性能极为不利；

（3）由于试验准备仓促，如受拉预应力钢筋的应变、板跨中受压区混凝土应变等问题未在试验中进行测试。

（4）本文仅是对在役建筑火灾后结构试验的初探，可为后续的预制预应力混凝土构件的抗火性能试验研究和构件设计提供一定的参考。

作者说明：本文主要实验数据由李乌江提供，苗吉军及高立堂教授予以审核，夏玉峰整理成文。

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注：文章内所有公式及图表请以PDF形式查看。