在役預應力混凝土板火災后性能理論分析與試驗研究

夏玉峰 李烏江 苗吉軍 高立堂

摘要：本文結合在役建筑預應力雙T板火災后的靜載試驗研究，將在役建筑預應力混凝土板火災后承載能力和變形分為3個階段，分別從混凝土和鋼絞線高溫后的力學性能、粘結性能、協調變形等方面對火災后預應力板構件的承載能力進行了理論分析和建模計算，得出此類板火災后承載能力降低的主要影響因素是預應力鋼筋的高溫蠕變和粘結破壞而非混凝土強度降低的結論，為試驗結果做出了合理解釋，可為預應力混凝土結構的抗火性能分析試驗和研究提供參考。

關鍵詞：在役建筑，預應力雙T板，火災，極限承載力

1.引言

隨著預應力混凝土結構設計理論逐步趨于成熟，預應力混凝土構件和結構愈來愈廣泛的應用于建筑工程中，然而國內對預應力混凝土結構的抗火性能試驗研究和理論分析尚處于起步階段。近年來，對預應力構件或結構的試驗研究日趨增多[1~3]，但對在役建筑構件或結構火災后的使用性能和極限承載能力試驗研究卻十分少見。特別是對在役建筑結構火災后預應力構件或結構的協調工作性能等問題尚未見諸報端。本文通過對火災現場的預應力雙T板的使用性能和極限承載能力進行理論分析和建模計算，結合在役構件火災現場的靜載試驗，找到了影響火災后預應力板構件承載能力的主要影響因素，以期為相關研究提供參考。

2.火災現場勘察[4,5]

受火建筑為冷藏車間，軸線尺寸為18m×32m。建筑主體為砌體結構，橫墻承重，墻厚370mm，砌體結構施工質量控制等級為B級。在各承重墻體中間和墻頂設有370mm×300mm圈梁，屋面板采用大型預制預應力雙T板，板規格為2.4m×18m，室內凈高6.3米。

現場勘察時，室內可燃物幾乎燃盡，據目擊者稱，大火持續時間長達近兩小時。由于室內貨物堆積較為分散，火焰迅速蔓延，墻體外貼85mm厚PBF保溫

板全部燒毀；屋頂吊裝薄壁冷卻管（與屋面板接近）發生彎曲變形；部分區域屋面板發生大面積剝落，剝落區域積灰明顯少于周圍，證明混凝土剝落發生在火災后期（圖2.1）；刷掉混凝土表面的積灰層，預應力雙T板腹板兩側混凝土表面顏色為灰白色略顯紅色，存在細微參差裂縫（圖2.2）；支撐圈梁表面出現龜裂。

圖2.1 板混凝土剝落 圖2.2腹板混凝土表面

根據現場勘察結果，初步判定火災現場環境溫度達到800oC以上，持續時間超過90分鐘。

3.計算數據和理論準備

3.1預制預應力雙T板屬性

雙T板的其截面幾何屬性如圖3.1所示，其相關技術數據如表3.1所示。其中，截面內構造非預應力筋為?5@150。

圖3.1 雙T板截面幾何屬性

表3.1 試驗板技術數據

計算

跨度 制作

工藝 砼強度

fc (MPa) 鋼絞線

屬性 截面積

Ap 張拉應力

σcon(MPa) 保護層

厚度 額定損失

σl (MPa)

17.8m 先張

有粘結 40 (2×φs12.7)

×2 4×98.7mm2 1860×0.75 35mm 150

注：后續計算均假設以上條件成立；板撓度限值[f]=60mm；鋼絞線應力設為σ=1245MPa。

3.2混凝土受火后的強度

本文取雙T板的半邊截面，T型截面翼緣部分按單面受火、腹板按雙面受火進行簡化的熱傳遞計算，求出T型截面內混凝土的等溫線[6]，相關計算參數和數據如表3.2所示。

表3.2截面等溫線的計算參數

參數 時間

系數α 擴散

率a 時間

ω 初溫

Θ0 最高

溫Θmax 至受熱

面距離x 層厚

Δx

單位 — mm2/s min oC mm

數值 1.0 0.8 90 -10 800 0~40 10

則有 ，分別計算x1=10mm，x2=20mm，x3=30mm，x4=40mm時溫度值，其中溫度修正系數 。文獻[7]提供降溫后混凝土殘余強度的經驗擬合曲線為： 根據截面等溫線，可求得降溫后T型截面等強線(單位：MPa)。截面等溫線和等強線如圖3.2所示，很明顯，腹板中混凝土強度降低幅度較小。

圖3.2板截面等溫線及等強線示意圖(單位：oC)

3.3高溫下鋼絞線的蠕變

鋼絞線在火災期間已達到300oC以上，須考慮應力-高溫耦合作用下預應力鋼絞線的蠕變問題。文獻[8]提供了1860級鋼絞線的短期高溫蠕變應變的擬合曲線： 以及高溫下鋼絞線模量降低的擬合曲線： 。相關參數和計算內容如表3.3所示。

表3.3預應力鋼筋高溫蠕變計算

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

單位 MPa min oC MPa ?10-4 — 10-3 N/mm2 105 10-3 —

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

值得指出的一點是，本文取定的火災持續時間為90分鐘，但在鋼絞線高溫蠕變計算中，本文取定埋入混凝土截面中的鋼絞線持續高溫的時間為30分鐘，主要考慮高溫下混凝土截面的傳溫速率及明火熄滅后截面內的降溫持續時間。由表3.3計算，鋼絞線在高溫下的應變和為Σε=εs+εcr=0.00938。而此時其極限應變為εmax= fpu/ Es(θ)=0.01213。很明顯，在高溫作用下鋼絞線已接近屈服。

3.4鋼絞線高溫后的極限強度和模量[9][15]

火災結束構件冷卻后，本文認為鋼絞線在火災期間的變形不可恢復。鋼絞線冷卻后的極限強度為： ，冷卻后的彈性模量為： 。其中，20℃＜T<900℃，可得 =1704.6MPa，ET=1.79×105N/mm2。

3.5鋼絞線-混凝土的粘結破壞

對于高溫后鋼絞線-混凝土間的粘結性能問題，尚無專門的試驗研究可供參考，文獻[10]對高溫下各類非預應力鋼筋高溫后的粘結性能進行了試驗研究，并提出了粘結強度變化的擬合曲線。文獻[5]僅給出了預應力鋼筋粘結強度隨溫度升高而降低的經驗曲線。

4.建模計算和試驗研究

4.1基本假定

根據本次試驗的實際情況，預設理論計算的基本假定如下：

(1)板的受力變形分為三階段：1) 從板制作安裝完成到使用至火災發生前的變形；2) 火災發生至試驗前的變形；3) 試驗荷載引起的變形。

(2) 不考慮應力-高溫對混凝土的耦合作用及火災作用期間的變形。

(3) 不考慮標準ISO升溫曲線與實際火災升溫的差異。

(4) 取板半邊截面，不考慮板的剪切變形和扭轉變形。

4.2計算分析[11~13]

本節仍取雙T板的半邊截面按T型截面進行力學計算，忽略板截面內非預應力鋼絲的作用。

4.2.1制作使用階段變形計算[12]

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

腹板底邊混凝土法向應力 ，其中W0=8.95×106mm3，即受拉區邊緣混凝土應力為零時的彎矩為M0=123.45kNm。使用荷載下的預應力鋼筋拉應力為： =1340MPa。其中， =95MPa。制作階段剛度按B=0.85E cI0，使用階段剛度按 =0.53EcI0，其中 ＞1，取1.0。相關計算內容與參數如表4.1所示。

表4.1 制作使用階段變形計算

參數 自重

g 面層

重g 跨度

l0 跨中

M1 零應力

M0 裂縫

Ml 開裂

Mcr ω 反拱

f2l 荷載

撓度f1l 荷載

撓度f1

單位 kN/m m kN?m — mm

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

在使用階段，按截面內力平衡有 ，可得x=6.4mm。很明顯，從3.2節混凝土受火后截面等強線來看，板受壓區混凝土強度降低較小(≈2%)。

4.2.2火災冷卻階段變形計算

由前述計算可知，在火災發生至冷卻期間，預應力板的荷載并沒有變化，然而鋼絞線的應變在增加。此時，板的剛度是不可知的，撓度變形不可由彎矩和剛度組合求出，但考慮板變形協調的問題，板跨中撓度值仍可由板底面鋼絞線的變形曲線求出。

表4.2 冷卻階段變形計算

參數 荷載G 計算跨度l0 跨中彎矩M1 跨中撓度f2

單位 kN/m m kN?m mm

數值 3.4 17.8 134.66 38

4.2.3試驗階段變形計算

在試驗開始時，板的撓度變形取為4.2.2節最終值。此時，鋼絞線的應力仍為Σσ1=1548MPa。按4.2.2節計算公式，試驗階段板剛度仍按 計算，但 ，相關內容與參數如表4.3~4.4所示，其中 。

表4.3一期試驗荷載變形計算

參數 自重

g 面層

重g 跨度

l0 荷載

ΔQ1 跨中

M2 ΔM1 Bs1 ω 荷載

撓度Δf1 應力

Δσ1 應變

Δε1

單位 kN/m m kN/m kN?m Nmm2 — mm MPa 10-3

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

表4.4二期試驗荷載變形計算

參數 自重

g 面層

重g 跨度

l0 荷載

ΔQ1 跨中

M2 ΔM2 Bs1 ω 荷載

撓度Δf1 應力

Δσ1 應變

Δε1

單位 kN/m m kN/m kN?m Nmm2 — mm MPa 10-3

數值 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試驗研究

4.3.1試驗概況

試驗測試內容包括：(1)板跨中截面在試驗荷載下的撓度及支座沉降變形；(2)板跨中截面、支座邊界截面在試驗荷載下的應變。為保證該試驗板獨立承載，將相鄰板間屋面的找坡層、保溫層切除，并摘除板下掛件。在T型板四個支座處和腹板跨中，分別架設6個機械百分表。在板跨中腹板底、支座邊緣腹板處粘貼混凝土應變片來量測板在試驗荷載下的應變。每塊試驗板在每個腹板跨中處布置2個應變片，四個支座處各粘貼6個應變片，以及在支座下圈梁上布置2個，并在相鄰的板粘貼一個溫度補償片。各測點平面和剖面布置圖如圖4.1所示。圖中，i表示混凝土應變片位置，○i表示位移計位置。

圖4.1 測點位置布置平面圖與試驗加載現場

本次試驗采用袋裝黃砂施加荷載，為模擬板均布受荷，每塊板縱向均勻地分布八個加載區。每級加載1.6噸，相當于板縱向均布荷載0.9kN/m。

4.3.2試驗現象

試驗板在加載完1.6噸荷載持荷過程中即聽到“嘭”的異響，在加載2.6噸荷載過程中再次聽到“嘭、嘭”的異響，說明預應力鋼筋已發生明顯粘結滑移破壞。2.6噸荷載全部作用在試驗板上，10分鐘后讀數，板跨中混凝土應變差已達到近150με，支座混凝土應變差也在持續增長，支座下圈梁發生破壞。15分鐘后各截面混凝土應變仍在迅速增長，跨中截面應變差超過200με，板支座處軸線方向應變差達到120με,此時已超過混凝土的開裂應變。鑒于以上情況，為安全起見，立即停止試驗。

5.試驗結果和對比分析

圖5.1為預應力雙T板火災后加載撓度實驗結果及理論計算結果，圖可見，隨著荷載的加大，理論值和試驗值都呈上升的趨勢，二者在加載之初比較接近，未加載時，撓度在測點2和5的平均值和理計算結果誤差在8%左右；加載之后理論值要與實測值逐漸偏離，誤差約為16%。圖5.2為預應力雙T板應變增量的實測值和計算值，由圖可見計算值比實測值要大很多，試驗值受位移變化影響呈緩慢上升的趨勢；而計算應變增量保持平穩，這是由于高溫不但造成混凝土和鋼材的屬性破壞，也造成了鋼材和混凝土之間共同工作屬性的破壞，而我們的計算假定是粘結沒有破壞，預應力鋼絞線與混凝土之間協同變形，這與實際不符，實際上預應力鋼筋與混凝土間粘結破壞是必然的，他們之間必定存在粘結滑移。圖5.2計算值與試驗值的差異說明在應力應變計算中應該考慮鋼筋混凝土粘結滑移的對板剛度的影響，否則誤差很大。

圖5.1 預應力雙T板撓度值 圖5.2 預應力雙T板應變增量

由3.2節的計算可知，受火后板受壓區混凝土強度降低很小(≈2%)，而由3.3-3.4節的計算可知高溫下鋼絞線的蠕變卻很大且高溫后鋼絞線的極限強度和彈性模量降低約10%。由4.3節試驗結果可知在試驗荷載作用下，鋼絞線與混凝土之間已發生明顯的粘結滑移破壞，隨后板失去承載能力。

6.結束語

本文通過理論分析和建模計算，結合火災后預應力混凝土構件靜載試驗研究，可得出如下結論：

（1）預應力混凝土板構件火災后承載能力降低的主要影響因素是預應力鋼筋的高溫蠕變、極限強度降低以及粘結破壞而非混凝土強度降低；

（2）普通預應力混凝土板構件保護層厚度較小，且預應力鋼筋配筋率也明顯小于非預應力構件，對預應力板的抗火性能極為不利；

（3）由于試驗準備倉促，如受拉預應力鋼筋的應變、板跨中受壓區混凝土應變等問題未在試驗中進行測試。

（4）本文僅是對在役建筑火災后結構試驗的初探，可為后續的預制預應力混凝土構件的抗火性能試驗研究和構件設計提供一定的參考。

作者說明：本文主要實驗數據由李烏江提供，苗吉軍及高立堂教授予以審核，夏玉峰整理成文。

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注：文章內所有公式及圖表請以PDF形式查看。