火灾后等肢L形型钢混凝土柱偏心受压力学性能试验研究

李晓东 丰见政 刘 蒙 高立堂 陈锦波 闫照建

(青岛理工大学土木工程学院 青岛 266033)

0 引 言

型钢混凝土异形柱是在吸收普通钢筋混凝土异形柱和型钢混凝土柱各自优点的基础上产生的一种新型异形柱结构构件[1],不但具备普通钢筋混凝土异形柱结构中房间无柱楞、实际利用率高,布置灵活等优点,而且其承载能力高、刚度大、延性和变形能力好,扩大了异形柱结构的适用范围。

对于异形柱和矩形柱,在ISO834标准升温条件下,3小时后异形柱削弱面积为56.6%,矩形柱削弱面积(火灾损伤造成混凝土力学性能丧失的部分)28.0%[2]。异形柱与矩形柱相比表面积大,受火面积增大,承载能力降低幅度更高,抗火能力差。另外,型钢的热传导系数大于混凝土,型钢与混凝土两种材料在火灾下的温度不同,造成两者损伤程度不同[3]。因此,对于型钢混凝土异形柱的火灾研究具有重要意义。吴波,徐玉野[4-6]对钢筋混凝土异形柱的耐火极限进行了数值模拟和试验研究,分析了不同的影响因素,并给出定量的计算方法。

型钢混凝土异形柱与普通钢筋混凝土异形柱的显著区别之一就是型钢与混凝土的粘结力小于钢筋与混凝土的粘结力[7],目前型钢混凝土异形柱采用《混凝土结构设计规范》规定的保护层厚度30 mm,在受到火灾的影响后,型钢与混凝土能否协同工作成为亟待研究的问题。另外,型钢混凝土异形柱由于截面不规则,截面特性不同于传统矩形、圆形柱。对于L形柱截面,两工程轴均非对称轴,Ixy≠0(惯性矩),会发生双偏压破坏现象。本文以空腹式配钢方式以及合理的腹杆布置方式设计试件,并通过等肢L形型钢混凝土柱火灾后的静力试验,分析其截面特性、正截面承载力影响因素以及火灾对于型钢混凝土异形柱承载力、延性和协同工作性能的影响,为型钢混凝土异形柱结构体系承载力验算等相关方面提供依据。

1 试验概况

1.1 试件设计

本次试验共制作并完成5根等肢L形型钢混凝土柱,试件总长3 m,肢长360 mm,肢厚120 mm,混凝土保护层厚度30 mm,采用空腹式型钢骨架,63×40×4.8号槽钢,63×8和30×3号角钢,钢材级别为Q235。横向腹杆设计C12@200(100),斜向腹杆在横向腹杆之间依次搭接。

通过混凝土和型钢的力学性能试验得出,混凝土fcu=35.7 MPa,Ec=3.2×104N/mm2;型钢fy=275 MPa,fu=380 MPa,Es=2.11×105N/mm2。图1为异形柱配钢示意图。

图1 试件的立面及横截面(单位：mm)Fig.1 Elevation and cross section of test column (Unit:mm)

1.2 试验方案

1.2.1火灾试验

试验设备主要包括垂直燃烧炉系统、2 000 kN油压千斤顶、DH3815N分布式静态应变测试系统和Agilent34980数据采集仪。具体试验装置见图2。

图2 试验装置全貌Fig.2 General view of test equipments

火灾试验过程中测量异形柱截面温度场以及炉温和轴向位移。截面温度场以及炉温曲线通过K型热电偶测量,并由Agilent34980数据采集仪每2 min采集数据一次。火灾试验受火方式为L形柱内折角处两面受火,将陶瓷纤维板覆盖在非受火表面,并用热电偶线沿竖向每隔30 cm绑扎固定,对于陶瓷纤维板之间的缝隙,用耐火棉进行封堵,在火灾试验中采用空载加温方式进行试验。试件内部热电偶布置如图3所示。并在在燃烧炉内的不同位置布置5个N型热电偶测量炉温。各试件具体试验参数见表1。

图3 热电偶布置Fig.3 Positions of thermocouples

表1试件一览表

Table 1General view of test specimens

图5为各试件火灾试验过程中炉内5个热电偶实测平均升温曲线与ISO834升温曲线的对比,从图中可以看出基本吻合。

1.2.2火灾后异形柱加载试验

试件的加载试验仍然在火灾炉内进行,加载试验参数见表1,加载方案如图4所示,偏心距分别为60 mm、100 mm、180 mm、240 mm。未受火试件偏心距100 mm。本次试验采用分级加载,加载速率为3 kN/s,每60 kN为一级,前8级每级加载完成后,各保载5 min,8级之后保载时间延长至10 min。

图4 异形柱加载方案(单位：mm)Fig.4 Loading method (Unit:mm)

图5 炉内升温曲线与ISO834标准升温曲线对比Fig.5 Comparison between temperature-time curves in fumace and ISO834 standard temperature-time curve

加载试验测量内容主要包括试件轴向位移、混凝土的应变(图6)、混凝土与型钢之间的滑移值(图7)以及柱中截面处在X、Y轴方向产生的侧向位移(图8),测量位置均位于柱中。其中滑移值通过测得型钢和相邻混凝土各自产生的竖向位移,求得两者位移的绝对差值来进行判断。

图6 柱中混凝土应变测点布置Fig.6 Arrangement of strain gauge

图7 滑移测点布置Fig.7 Arrangement of slippage gauge

图8 柱中位移测点布置Fig.8 Arrangement of displacement gauge

2 火灾下的试验结果与分析

试件受火后,受火面多呈白色或灰白色,并布满不规则微裂缝,且裂缝周围有白色粉末状物质析出,柱身出现轻微弯曲,柱肢锤击声多响脆。通过测量火灾试验时各试件的竖向位移可知,轴向位移最大值近6 mm,最小值仅为1.1 mm,并且位移与时间呈线性关系,所以各试件均未达到耐火极限。试件受火后形态见图9。

图9 火灾试验后试件的宏观破坏形态Fig.9 Damage conditions of specimens after the fire test

试件内预埋热电偶实测温度随时间的变化曲线如图10所示。

图10 试件实测温度-时间曲线Fig.10 Measured temperature time curves of specimens

从曲线可以看出:

(1) 距离受火面30 mm处5个测点为一组,距离受火面60 mm处3个测点为一组,距离受火面90 mm处5个测点为一组,总体来看,随着受火面距离的增加,实测温度逐渐降低。

(2) 测点1、3、8、11、13位于非受火面,就总体来说,测点8的温度相对偏低,集中于60 ℃～100 ℃之间,其他测点多集中于120 ℃附近,最高温度甚至达到200 ℃。

(3) 测点4、7、10处于截面中部,由各测点升温曲线对比来看,位于折角区域测点7的温度最低,约为100 ℃,而位于柱肢中部区域的测点4、10温度大体相同,最高温度可达到140 ℃。

(4) 测点2、5、6、9、12距受火面最近,位于内折角的测点6相比其他测点相比温度偏低,仅为160 ℃,其余测点最高达到500 ℃。同样,从测点7、8与同组测点温度相比均偏低,表明同一截面深处折角区域温度偏低。

(5) 从升温曲线增长幅度进行分析:距受火面近的测点,温度基本保持线性增长,距受火面较远的升温曲线在100 ℃附近趋于平缓,距离受火面较近处现象更为明显,可能是由混凝土内部水分的蒸发移动造成的。

3 火灾后的试验结果与分析

3.1 破坏形态

DL1加载至1 180 kN时,受拉区柱中区域出现三条细小横向裂缝,随着荷载继续增加,两条裂缝逐渐贯通整个截面,缝宽达0.6 mm,距柱底300 mm、500 mm处各出现一条宽约0.4 mm的横向裂缝;受压柱肢预留孔周围出现若干条长约60 mm的纵向裂缝。加载至1 306.4 kN,受拉区横向裂缝迅速发展,受压区柱肢中上部出现一条纵向主裂缝,柱身挠度明显增加,紧接着,纵向主裂缝附近混凝土压碎,试件发生破坏。

DL2加载至1 126.4 kN发生破坏,受压区柱肢中部出现一条较宽的纵向裂缝,受拉区沿柱身方向出现多条贯通的横向裂缝,平均宽度约为3 mm,随着远离柱中截面,缝宽逐渐减小,间距也逐渐增大。受拉区横向柱裂缝及受压区槽钢屈服部位均位于柱身中部。

DL3荷载加载至1 214 kN时,受压区出现细小纵向裂缝,试件加载至1 449.6 kN发生破坏,纵向裂缝长度达到300 mm,受拉区柱中偏上部位出现横向裂缝,并贯通截面,经测量,横向主裂缝和槽钢屈服部位均出现在距柱上端约1 150 mm处。

DL4荷载加载至408.4 kN时,受拉区柱中出现两条细小横向裂缝,荷载加至470 kN时,受压区开始出现短小纵向裂缝,试件发生破坏时,受压区中部混凝土开裂剥落,出现两条较宽纵向裂缝,受拉区柱中出现九条横向裂缝,柱中部分裂缝较宽,槽钢屈服部位及横向主裂缝均位于柱身中部。

DL5加载至破坏荷载的346.8 kN时,受拉区柱中出现细小横向裂缝,当荷载加载至408.4 kN时,受压柱肢出现纵向裂缝,试件破坏以后,受压柱肢混凝土压碎、脱落,露出槽钢及腹杆。受拉区出现若干条横向贯通裂缝,距柱中越近,裂缝间距越小,裂缝越宽。槽钢屈服部位及横向主裂缝均位于柱中稍偏下位置处。

试件的宏观破坏形态如图11所示,试件破坏形式随着偏心距以及加载角的不同分为受压破坏、受拉破坏及界限破坏,试件的破坏位置大多在中部以及中上部。破坏现象为受压区混凝土压碎、剥落,受拉区槽钢屈服。各试件破坏时测得的极限承载力以及破坏形态如表1所示。

图11 试件宏观破坏形态Fig.11 Damage modes of specimens

3.2 荷载-纵向变形曲线

试验测得的荷载-纵向变形曲线如图12所示。

通过曲线可知,火灾后型钢混凝土异形柱纵向变形曲线大致分为三个阶段:在加载初期,异形柱轴向变形较小;随着荷载和轴向位移的增加,异形柱的刚度增大;当混凝土发生开裂,试件的刚度随之减小,纵向变形增大。

通过DL1和DL2的曲线对比来看,在相同荷载下,DL2纵向变形更大,刚度退化。通过竖向承载力的对比来看,DL2竖向极限承载力较DL1降低了13.8 %。通过热电偶实测的温度场可以看出,DL2受火面保护层温度较高温度达到350 ℃,而核心区混凝土温度150 ℃,核心区混凝土抗压强度损伤不大[8],DL2仍然具有比较高的竖向承载能力。

另外通过表1看出偏心距对异形柱力学性能影响显著。加载角相同时,极限承载力随着偏心距的增大而降低。

3.3 滑移曲线

试件实测荷载-滑移曲线如图13所示。

图13 滑移曲线Fig.13 Slip curves

等肢L形型钢混凝土柱荷载-滑移曲线可划分为三个阶段:无滑移阶段、弹性阶段和弹塑性阶段。

(1) 在无滑移阶段,型钢与混凝土之间的化学胶结力保证协同工作,滑移量基本为零。

(2) 在弹性阶段,荷载-滑移曲线呈线性关系。

(3) 到达弹塑性阶段后,随着荷载的增加,滑移增长加快,曲线趋于水平。

试件达到峰值荷载后,滑移最大值不超过20 mm。通过温度场曲线可知,测点8温度普遍低于100 ℃,测点2温度在350 ℃左右,最高达到450 ℃,混凝土弹性模量损伤较大,开裂较早,但是由于腹杆的布置,承担了型钢与混凝土之间的横向剪力,有效防止了型钢与混凝土之间的粘结滑移。

3.4 截面应变分布

各试件柱中截面应变分布规律如图14所示。

由图14可以看出,在加载初期和开裂后截面应变分布基本呈线性变化。其余试件在加载初期截面应变沿截面高度也都基本呈线性变化,受到火灾的影响,混凝土保护层受到损伤,异形柱采用空腹式配钢方式并以200 mm间距在槽钢之间布置腹杆承受型钢与混凝土之间的横向剪力,有效防止型钢与混凝土之间的粘结滑移。通过空腹式配钢形式与合理的腹杆布置能够保证型钢与混凝土的协同工作能力,平均应变平截面假定基本上仍适用于火灾后等肢L形型钢混凝土柱的分析中。

图14 实测截面应变分布Fig.14 Strain analysis section diagram

3.5 荷载-挠度曲线

挠度曲线如图15所示。

试件开裂前的荷载-挠度曲线呈线性关系,开裂以后曲线斜率急剧减小。通过DL1和DL2曲线的对比可以看出,由于混凝土的开裂,DL1的挠度曲线开始发生倾斜,趋于水平,其刚度开始减小;而对于DL2来说,其荷载-挠度曲线基本上保持直线,刚度降低不明显,通过其温度场曲线可以看出,受火面最高温度在350 ℃左右,弹性模量折减系数约为0.52[9],混凝土开裂对于试件整体刚度影响较小。

图15 荷载-挠度曲线Fig.15 Load-deflection curves

除DL5以外,其余试件均为脆性破坏。当沿着X轴方向加载时,试件发生了双向弯曲。从图15中可以看出,随着荷载的增加,挠度曲线逐渐趋于水平,表明火灾后型钢混凝土柱仍具有较大的后期变形能力。

3.6 N-M曲线

根据试验结果,对四个受火构件绘制出N-M相关曲线,如图16所示。

图16 N-M相关曲线Fig.16 N-M curves

(1) 从不同的偏心距可以计算得出的界限偏心距值约为0.569h0。

(2) 等肢L形柱截面的N-M曲线变化特征大体相似,异形柱截面抗弯能力随着轴力的增加先增大后减小,根据N-M曲线走势可以判断大、小偏压破坏的界限点。

4 结 论

(1) 两面受火1小时的等肢L形型钢混凝土柱仍然具有比较高的竖向承载能力,相同参数下受火柱承载力降低了13.8%。

(2) 火灾后等肢L形型钢混凝土柱破坏机理与钢筋混凝土柱类似,破坏形态分为受压破坏、受拉破坏和界限破坏。破坏位置在柱子中部以及中上部。

(3) 通过空腹式配钢形式与合理的腹杆布置能够保证型钢与混凝土的协同工作,平均应变平截面假定仍适用于火灾后等肢L形型钢混凝土柱的分析中。

(4) 火灾后异形柱截面抗弯能力随着轴力的增加先增大后减小。