火災后等肢L形型鋼混凝土柱偏心受壓力學性能試驗研究

李曉東 豐見政 劉 蒙 高立堂 陳錦波 閆照建

(青島理工大學土木工程學院 青島 266033)

0 引 言

型鋼混凝土異形柱是在吸收普通鋼筋混凝土異形柱和型鋼混凝土柱各自優點的基礎上產生的一種新型異形柱結構構件[1],不但具備普通鋼筋混凝土異形柱結構中房間無柱楞、實際利用率高,布置靈活等優點,而且其承載能力高、剛度大、延性和變形能力好,擴大了異形柱結構的適用范圍。

對于異形柱和矩形柱,在ISO834標準升溫條件下,3小時后異形柱削弱面積為56.6%,矩形柱削弱面積(火災損傷造成混凝土力學性能喪失的部分)28.0%[2]。異形柱與矩形柱相比表面積大,受火面積增大,承載能力降低幅度更高,抗火能力差。另外,型鋼的熱傳導系數大于混凝土,型鋼與混凝土兩種材料在火災下的溫度不同,造成兩者損傷程度不同[3]。因此,對于型鋼混凝土異形柱的火災研究具有重要意義。吳波,徐玉野[4-6]對鋼筋混凝土異形柱的耐火極限進行了數值模擬和試驗研究,分析了不同的影響因素,并給出定量的計算方法。

型鋼混凝土異形柱與普通鋼筋混凝土異形柱的顯著區別之一就是型鋼與混凝土的粘結力小于鋼筋與混凝土的粘結力[7],目前型鋼混凝土異形柱采用《混凝土結構設計規范》規定的保護層厚度30 mm,在受到火災的影響后,型鋼與混凝土能否協同工作成為亟待研究的問題。另外,型鋼混凝土異形柱由于截面不規則,截面特性不同于傳統矩形、圓形柱。對于L形柱截面,兩工程軸均非對稱軸,Ixy≠0(慣性矩),會發生雙偏壓破壞現象。本文以空腹式配鋼方式以及合理的腹桿布置方式設計試件,并通過等肢L形型鋼混凝土柱火災后的靜力試驗,分析其截面特性、正截面承載力影響因素以及火災對于型鋼混凝土異形柱承載力、延性和協同工作性能的影響,為型鋼混凝土異形柱結構體系承載力驗算等相關方面提供依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

本次試驗共制作并完成5根等肢L形型鋼混凝土柱,試件總長3 m,肢長360 mm,肢厚120 mm,混凝土保護層厚度30 mm,采用空腹式型鋼骨架,63×40×4.8號槽鋼,63×8和30×3號角鋼,鋼材級別為Q235。橫向腹桿設計C12@200(100),斜向腹桿在橫向腹桿之間依次搭接。

通過混凝土和型鋼的力學性能試驗得出,混凝土fcu=35.7 MPa,Ec=3.2×104N/mm2;型鋼fy=275 MPa,fu=380 MPa,Es=2.11×105N/mm2。圖1為異形柱配鋼示意圖。

圖1 試件的立面及橫截面(單位：mm)Fig.1 Elevation and cross section of test column (Unit:mm)

1.2 試驗方案

1.2.1火災試驗

試驗設備主要包括垂直燃燒爐系統、2 000 kN油壓千斤頂、DH3815N分布式靜態應變測試系統和Agilent34980數據采集儀。具體試驗裝置見圖2。

圖2 試驗裝置全貌Fig.2 General view of test equipments

火災試驗過程中測量異形柱截面溫度場以及爐溫和軸向位移。截面溫度場以及爐溫曲線通過K型熱電偶測量,并由Agilent34980數據采集儀每2 min采集數據一次。火災試驗受火方式為L形柱內折角處兩面受火,將陶瓷纖維板覆蓋在非受火表面,并用熱電偶線沿豎向每隔30 cm綁扎固定,對于陶瓷纖維板之間的縫隙,用耐火棉進行封堵,在火災試驗中采用空載加溫方式進行試驗。試件內部熱電偶布置如圖3所示。并在在燃燒爐內的不同位置布置5個N型熱電偶測量爐溫。各試件具體試驗參數見表1。

圖3 熱電偶布置Fig.3 Positions of thermocouples

表1試件一覽表

Table 1General view of test specimens

圖5為各試件火災試驗過程中爐內5個熱電偶實測平均升溫曲線與ISO834升溫曲線的對比,從圖中可以看出基本吻合。

1.2.2火災后異形柱加載試驗

試件的加載試驗仍然在火災爐內進行,加載試驗參數見表1,加載方案如圖4所示,偏心距分別為60 mm、100 mm、180 mm、240 mm。未受火試件偏心距100 mm。本次試驗采用分級加載,加載速率為3 kN/s,每60 kN為一級,前8級每級加載完成后,各保載5 min,8級之后保載時間延長至10 min。

圖4 異形柱加載方案(單位：mm)Fig.4 Loading method (Unit:mm)

圖5 爐內升溫曲線與ISO834標準升溫曲線對比Fig.5 Comparison between temperature-time curves in fumace and ISO834 standard temperature-time curve

加載試驗測量內容主要包括試件軸向位移、混凝土的應變(圖6)、混凝土與型鋼之間的滑移值(圖7)以及柱中截面處在X、Y軸方向產生的側向位移(圖8),測量位置均位于柱中。其中滑移值通過測得型鋼和相鄰混凝土各自產生的豎向位移,求得兩者位移的絕對差值來進行判斷。

圖6 柱中混凝土應變測點布置Fig.6 Arrangement of strain gauge

圖7 滑移測點布置Fig.7 Arrangement of slippage gauge

圖8 柱中位移測點布置Fig.8 Arrangement of displacement gauge

2 火災下的試驗結果與分析

試件受火后,受火面多呈白色或灰白色,并布滿不規則微裂縫,且裂縫周圍有白色粉末狀物質析出,柱身出現輕微彎曲,柱肢錘擊聲多響脆。通過測量火災試驗時各試件的豎向位移可知,軸向位移最大值近6 mm,最小值僅為1.1 mm,并且位移與時間呈線性關系,所以各試件均未達到耐火極限。試件受火后形態見圖9。

圖9 火災試驗后試件的宏觀破壞形態Fig.9 Damage conditions of specimens after the fire test

試件內預埋熱電偶實測溫度隨時間的變化曲線如圖10所示。

圖10 試件實測溫度-時間曲線Fig.10 Measured temperature time curves of specimens

從曲線可以看出:

(1) 距離受火面30 mm處5個測點為一組,距離受火面60 mm處3個測點為一組,距離受火面90 mm處5個測點為一組,總體來看,隨著受火面距離的增加,實測溫度逐漸降低。

(2) 測點1、3、8、11、13位于非受火面,就總體來說,測點8的溫度相對偏低,集中于60 ℃～100 ℃之間,其他測點多集中于120 ℃附近,最高溫度甚至達到200 ℃。

(3) 測點4、7、10處于截面中部,由各測點升溫曲線對比來看,位于折角區域測點7的溫度最低,約為100 ℃,而位于柱肢中部區域的測點4、10溫度大體相同,最高溫度可達到140 ℃。

(4) 測點2、5、6、9、12距受火面最近,位于內折角的測點6相比其他測點相比溫度偏低,僅為160 ℃,其余測點最高達到500 ℃。同樣,從測點7、8與同組測點溫度相比均偏低,表明同一截面深處折角區域溫度偏低。

(5) 從升溫曲線增長幅度進行分析:距受火面近的測點,溫度基本保持線性增長,距受火面較遠的升溫曲線在100 ℃附近趨于平緩,距離受火面較近處現象更為明顯,可能是由混凝土內部水分的蒸發移動造成的。

3 火災后的試驗結果與分析

3.1 破壞形態

DL1加載至1 180 kN時,受拉區柱中區域出現三條細小橫向裂縫,隨著荷載繼續增加,兩條裂縫逐漸貫通整個截面,縫寬達0.6 mm,距柱底300 mm、500 mm處各出現一條寬約0.4 mm的橫向裂縫;受壓柱肢預留孔周圍出現若干條長約60 mm的縱向裂縫。加載至1 306.4 kN,受拉區橫向裂縫迅速發展,受壓區柱肢中上部出現一條縱向主裂縫,柱身撓度明顯增加,緊接著,縱向主裂縫附近混凝土壓碎,試件發生破壞。

DL2加載至1 126.4 kN發生破壞,受壓區柱肢中部出現一條較寬的縱向裂縫,受拉區沿柱身方向出現多條貫通的橫向裂縫,平均寬度約為3 mm,隨著遠離柱中截面,縫寬逐漸減小,間距也逐漸增大。受拉區橫向柱裂縫及受壓區槽鋼屈服部位均位于柱身中部。

DL3荷載加載至1 214 kN時,受壓區出現細小縱向裂縫,試件加載至1 449.6 kN發生破壞,縱向裂縫長度達到300 mm,受拉區柱中偏上部位出現橫向裂縫,并貫通截面,經測量,橫向主裂縫和槽鋼屈服部位均出現在距柱上端約1 150 mm處。

DL4荷載加載至408.4 kN時,受拉區柱中出現兩條細小橫向裂縫,荷載加至470 kN時,受壓區開始出現短小縱向裂縫,試件發生破壞時,受壓區中部混凝土開裂剝落,出現兩條較寬縱向裂縫,受拉區柱中出現九條橫向裂縫,柱中部分裂縫較寬,槽鋼屈服部位及橫向主裂縫均位于柱身中部。

DL5加載至破壞荷載的346.8 kN時,受拉區柱中出現細小橫向裂縫,當荷載加載至408.4 kN時,受壓柱肢出現縱向裂縫,試件破壞以后,受壓柱肢混凝土壓碎、脫落,露出槽鋼及腹桿。受拉區出現若干條橫向貫通裂縫,距柱中越近,裂縫間距越小,裂縫越寬。槽鋼屈服部位及橫向主裂縫均位于柱中稍偏下位置處。

試件的宏觀破壞形態如圖11所示,試件破壞形式隨著偏心距以及加載角的不同分為受壓破壞、受拉破壞及界限破壞,試件的破壞位置大多在中部以及中上部。破壞現象為受壓區混凝土壓碎、剝落,受拉區槽鋼屈服。各試件破壞時測得的極限承載力以及破壞形態如表1所示。

圖11 試件宏觀破壞形態Fig.11 Damage modes of specimens

3.2 荷載-縱向變形曲線

試驗測得的荷載-縱向變形曲線如圖12所示。

通過曲線可知,火災后型鋼混凝土異形柱縱向變形曲線大致分為三個階段:在加載初期,異形柱軸向變形較小;隨著荷載和軸向位移的增加,異形柱的剛度增大;當混凝土發生開裂,試件的剛度隨之減小,縱向變形增大。

通過DL1和DL2的曲線對比來看,在相同荷載下,DL2縱向變形更大,剛度退化。通過豎向承載力的對比來看,DL2豎向極限承載力較DL1降低了13.8 %。通過熱電偶實測的溫度場可以看出,DL2受火面保護層溫度較高溫度達到350 ℃,而核心區混凝土溫度150 ℃,核心區混凝土抗壓強度損傷不大[8],DL2仍然具有比較高的豎向承載能力。

另外通過表1看出偏心距對異形柱力學性能影響顯著。加載角相同時,極限承載力隨著偏心距的增大而降低。

3.3 滑移曲線

試件實測荷載-滑移曲線如圖13所示。

圖13 滑移曲線Fig.13 Slip curves

等肢L形型鋼混凝土柱荷載-滑移曲線可劃分為三個階段:無滑移階段、彈性階段和彈塑性階段。

(1) 在無滑移階段,型鋼與混凝土之間的化學膠結力保證協同工作,滑移量基本為零。

(2) 在彈性階段,荷載-滑移曲線呈線性關系。

(3) 到達彈塑性階段后,隨著荷載的增加,滑移增長加快,曲線趨于水平。

試件達到峰值荷載后,滑移最大值不超過20 mm。通過溫度場曲線可知,測點8溫度普遍低于100 ℃,測點2溫度在350 ℃左右,最高達到450 ℃,混凝土彈性模量損傷較大,開裂較早,但是由于腹桿的布置,承擔了型鋼與混凝土之間的橫向剪力,有效防止了型鋼與混凝土之間的粘結滑移。

3.4 截面應變分布

各試件柱中截面應變分布規律如圖14所示。

由圖14可以看出,在加載初期和開裂后截面應變分布基本呈線性變化。其余試件在加載初期截面應變沿截面高度也都基本呈線性變化,受到火災的影響,混凝土保護層受到損傷,異形柱采用空腹式配鋼方式并以200 mm間距在槽鋼之間布置腹桿承受型鋼與混凝土之間的橫向剪力,有效防止型鋼與混凝土之間的粘結滑移。通過空腹式配鋼形式與合理的腹桿布置能夠保證型鋼與混凝土的協同工作能力,平均應變平截面假定基本上仍適用于火災后等肢L形型鋼混凝土柱的分析中。

圖14 實測截面應變分布Fig.14 Strain analysis section diagram

3.5 荷載-撓度曲線

撓度曲線如圖15所示。

試件開裂前的荷載-撓度曲線呈線性關系,開裂以后曲線斜率急劇減小。通過DL1和DL2曲線的對比可以看出,由于混凝土的開裂,DL1的撓度曲線開始發生傾斜,趨于水平,其剛度開始減小;而對于DL2來說,其荷載-撓度曲線基本上保持直線,剛度降低不明顯,通過其溫度場曲線可以看出,受火面最高溫度在350 ℃左右,彈性模量折減系數約為0.52[9],混凝土開裂對于試件整體剛度影響較小。

圖15 荷載-撓度曲線Fig.15 Load-deflection curves

除DL5以外,其余試件均為脆性破壞。當沿著X軸方向加載時,試件發生了雙向彎曲。從圖15中可以看出,隨著荷載的增加,撓度曲線逐漸趨于水平,表明火災后型鋼混凝土柱仍具有較大的后期變形能力。

3.6 N-M曲線

根據試驗結果,對四個受火構件繪制出N-M相關曲線,如圖16所示。

圖16 N-M相關曲線Fig.16 N-M curves

(1) 從不同的偏心距可以計算得出的界限偏心距值約為0.569h0。

(2) 等肢L形柱截面的N-M曲線變化特征大體相似,異形柱截面抗彎能力隨著軸力的增加先增大后減小,根據N-M曲線走勢可以判斷大、小偏壓破壞的界限點。

4 結 論

(1) 兩面受火1小時的等肢L形型鋼混凝土柱仍然具有比較高的豎向承載能力,相同參數下受火柱承載力降低了13.8%。

(2) 火災后等肢L形型鋼混凝土柱破壞機理與鋼筋混凝土柱類似,破壞形態分為受壓破壞、受拉破壞和界限破壞。破壞位置在柱子中部以及中上部。

(3) 通過空腹式配鋼形式與合理的腹桿布置能夠保證型鋼與混凝土的協同工作,平均應變平截面假定仍適用于火災后等肢L形型鋼混凝土柱的分析中。

(4) 火災后異形柱截面抗彎能力隨著軸力的增加先增大后減小。