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)危險性評估等領(lǐng)域，并取得了有意義的研究成果［2－3］。但如何進行地震后火災(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)計提供理論依據(jù)，這對結(jié)構(gòu)防火和地震應(yīng)急都具有重大的理論和現(xiàn)實意義。

1 模擬弱震損傷的試驗設(shè)計［4］

1．1 足尺寸混凝土框架設(shè)計

試驗共設(shè)計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層厚度均為25 mm，試件制作期間，同條件下養(yǎng)護尺寸為150 mm×150 mm×150 mm的預(yù)留試塊，KJ1、KJ2試塊抗壓強度值平均值分別為33．5、33．2 MPa，鋼筋截取出3段長400 mm的試樣，試驗強度如表1所示。

圖1 框架尺寸及配筋

表1 鋼筋力學(xué)性能指標 ／MPa

1．2 應(yīng)變片的布置

對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 試驗結(jié)果及分析

模擬多遇地震的KJ1試驗安裝如圖2所示，試驗加載制度采用力加載，如圖3所示?；炷亮芽p的觀測采用以下方法：1）借助裂縫觀測儀觀察裂縫出現(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，裂縫最大寬度達到0．22 mm；由鋼筋應(yīng)變量測結(jié)果可得，鋼筋應(yīng)變處于彈性階段。

2）由測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 試驗裝置圖

圖3 試驗加載制度

圖4 梁柱交界處最先出現(xiàn)裂縫

圖5 裂縫寬度達0．2 mm

圖6 水平荷載－頂點位移滯回曲線

圖7 水平荷載－頂點位移 骨架曲線

2 火災(zāi)試驗

2．1 試驗裝置及量測

試驗裝置包括加載、供火、測量記錄和冷卻等部分，試驗在青島理工大學(xué)結(jié)構(gòu)實驗室完成，采用垂直火災(zāi)試驗爐，如圖8所示，試驗裝置簡圖如圖9所示。試驗量測包括位移測量和溫度測量，試件的軸向變形采用差動式位移傳感器測量，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。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型熱電偶測得，KJ1、KJ2測點布置圖如圖10、11所示。試驗過程中所有溫度數(shù)據(jù)都由惠普Agilent34970A型數(shù)據(jù)采集儀采集，數(shù)據(jù)采集的時間間隔本試驗設(shè)為10 s。

圖8 火災(zāi)爐示意圖

圖9 試驗裝置圖

圖10 KJ1溫度測點布置圖

圖11 KJ2溫度測點布置圖

2．2 試驗結(jié)果

對KJ1、KJ2在受火時間、外觀顏色、表面損傷、裂縫數(shù)量及寬度4方面進行對比，詳細如表2所示，受火后照片見圖12。

表2 火災(zāi)試驗結(jié)果概況表

圖12 試驗現(xiàn)象

通過對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)下的損害更嚴重。

2）火災(zāi)試驗后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。說明框架在地震作用下混凝土結(jié)構(gòu)的強度有了明顯降低。遭遇本次火災(zāi)試驗后（環(huán)境溫度最高750℃左右），無論是對比試件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，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重的部位，因此在抗火設(shè)計中應(yīng)注意采取措施以提高其承載力［8］。

3 試驗分析［5］

3．1 溫度反應(yīng)

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

在火災(zāi)試驗過程中，全程監(jiān)測了框架梁、柱截面內(nèi)各測溫點的溫升記錄。為方便將KJ1、KJ2同一截面溫度進行對比，將2框架同一截面位置的溫度曲線繪在同一圖上，部分點對比曲線如圖13（b）所示。

圖13 溫度－時間實測曲線

由圖12、13所示，沿柱軸線從下到上測點分別為KJ1－1、KJ1－3、KJ1－8，與之相對應(yīng)的KJ2 3個測點為 KJ2－2、KJ2－7、KJ2－10，它們距柱外側(cè)表面均為50 mm，溫度對比曲線如圖13（c）所示。

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

1）KJ1由于受火前混凝土已開裂，熱傳導(dǎo)加快，測點最高溫度明顯高于KJ2，說明地震損傷對結(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，測點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，溫度分布逐漸下降，距離越遠下降越明顯，表明梁、柱截面內(nèi)溫度分布梯度差距較大。

2）試驗結(jié)束后，距混凝土表面越近的測點溫度下降越快，核心區(qū)混凝土的溫度有1個短暫的上升過程，且熄火后溫度下降較慢，同時距混凝土表面距離越大的點，溫度變化幅度越小，且變化越平緩，隨燃燒時間的延長，框架各測溫點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)測點溫度上升較慢。KJ1溫度一般大于300℃，部分點甚至超過400℃，但KJ1核心區(qū)混凝土溫度不超過300℃，可以認為，在KJ1柱達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)計中必須注意保證一定的保護層厚度。

3．2 變形反應(yīng)

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

圖14 KJ1、KJ2位移－時間曲線

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，在試驗初期油壓千斤頂示數(shù)也有所上升，表明此時在火災(zāi)環(huán)境的影響下，框架柱的自身溫度應(yīng)力較大。

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

4 高溫下?lián)p傷混凝土框架柱承載力簡化計算

4．1 計算思路及基本假定

各國的規(guī)范對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℃的部分的抗壓強度為零，而截面上低于500℃的部分完全保留，并取其抗壓強度為常溫下的抗壓強度。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行計算［13］。

對框架柱進行熱－力耦合作用下的承載性能分析，計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，等溫曲線簡化成正方形，柱截面內(nèi)溫度場分布沿軸線方向不變，熱量傳遞與混凝土的應(yīng)力狀態(tài)無關(guān)。

2）在火災(zāi)持續(xù)作用過程中，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，這對配筋率不大的截面溫度場計算影響不大。

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算，忽略梁的約束作用。

4）鋼筋的強度－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 截面溫度場的簡化計算

由上述分析可得，500℃等溫線的確定是關(guān)鍵，根據(jù)測點分布和溫度曲線及計算假定，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明。

由圖10、11的溫度測點布置圖，可測出距柱外表面50 mm和150 mm處的溫度值，取測點1－3和1－5處的平均值和測點1－4的測點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即受火120 min時各截面溫度達到最高，截面最危險，因此本文確定熄火時刻500℃等溫線位置，為下面計算提供數(shù)據(jù)基礎(chǔ)，如圖15所示。

4．3 框架柱承載力計算［14］

對框架柱施加軸心簡支荷載，荷載按中國現(xiàn)行的《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(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度設(shè)計值；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。計算過程及結(jié)果如表3所示。

表3 計算結(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［7］論述的試驗柱損壞特征類似，說明上述結(jié)論與工程實際相吻合。

框架柱在固定軸壓比作用下的軸向力為159 k N，遠小于熄火時最危險截面的承載力，與框架最終試驗現(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KJ1抗震試驗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)進入非線性工作階段。

2）遭遇本次火災(zāi)試驗后（環(huán)境溫度最高750℃左右），無論是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)升溫和降溫過程共同作用的結(jié)果［12］。

3）KJ1截面的最高溫度遠大于KJ2，說明地震損傷對結(jié)構(gòu)的抗火性能影響顯著?；馂?zāi)試驗過程中，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，且波動范圍也較小。隨受火時間的延長，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。由計算結(jié)果可知，KJ1高溫下的承載力與KJ2相比退化嚴重，尤其是柱中截面承載力下降顯著［16］。

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