火災后等肢L形型鋼混凝土異形柱雙向偏心受壓力學性能研究

李曉東，蔡維沛，高立堂

(青島理工大學土木工程學院，山東 青島 266033 )

型鋼混凝土異形柱是在鋼筋混凝土異形柱和型鋼混凝土柱的基礎上產(chǎn)生的一種異形柱結構形式.具有布置靈活、建筑美觀的特點，并且承載力高、抗震性能好的優(yōu)點[1-3]，可成為異形柱結構體系新的發(fā)展方向.

異形柱由于柱肢和混凝土保護層厚度較薄弱，型鋼加快熱傳導速度，承載力降低較多，因此，型鋼混凝土異形柱的抗火性能相對較差.國內(nèi)外對型鋼混凝土異形柱抗火性能的研究幾乎處于空白階段，未形成一套系統(tǒng)的計算理論和設計方法.關于型鋼混凝土異形柱的抗火性能，楊志新[4]進行了等肢T形，高云霏[5]進行了等肢十字形，單齊云[6]進行了等肢L形，陳錦波[7]進行了不等肢L形，閆照健[8]進行了等肢L形的型鋼混凝土柱的抗火性能研究.

本文通過展開4根已受火1 h的等肢L形型鋼混凝土柱常溫下的靜力加載試驗，研究雙向偏心受壓、加載偏心距、桁架式型鋼骨架等對型鋼混凝土異形柱的極限承載力、側向位移、混凝土型鋼粘結滑移等方面的影響規(guī)律，為結構設計以及火災后損傷評估及修復加固工作提供依據(jù).

1 試驗概況

1.1 試件設計

本次試驗共制作并完成4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，試件剪跨比λ=Hn/2hc0=3 000/660=4.55>3，取λ=3.此外在試件兩端分別設置高300 mm的擴大頭，試件采用桁架式型鋼骨架，選用Q235級63×40×4.8號槽鋼，63×8和30×3號角鋼，腹桿選用直徑為12 mm的HRB400級鋼筋并采用電弧焊方式焊接，混凝土采用混凝土攪拌站預制的C30早強防凍自密實混凝土.圖1為異形柱配鋼示意圖.

圖1 試件的立面及橫截面Fig.1 Elevation and cross section of test columns

依據(jù)《普通混凝土力學性能試驗方法標準》（GB/T 50081—2002）、《金屬材料室溫拉伸試驗》（GB/T 228.1—2010）要求，在青島理工大學力學材料實驗中心進行混凝土和鋼材試件的力學性能試驗.型鋼fy=275 MPa，fu=380 MPa，Es=2.11×105N/mm2，混凝土fc=24.1 MPa，fcu=35.7 MPa，Ec=3.2×104N/mm2.

1.2 試驗方案

1.2.1 火災試驗

火災試驗在青島理工大學結構試驗室進行，試驗設備主要包括垂直燃燒爐系統(tǒng)、2 000 kN油壓千斤頂及油泵、門式反力架及橫梁等.

受火方式為L形柱的內(nèi)折角處兩面受火，并對受火試件按照一定軸壓比施加豎向荷載.各試件受火時間均為1 h.火災試驗爐溫按照ISO834標準升溫曲線進行升溫控制，通過測得的爐內(nèi)溫度數(shù)據(jù)手動調控燃燒爐氣閥和油閥來實現(xiàn).試驗過程中要測得橫截面內(nèi)溫度場變化和軸向位移.

在燃燒爐內(nèi)的不同位置布置5個N型熱電偶，用于實時控制爐內(nèi)溫度按照ISO834標準升溫曲線增長，與此同時，火災試驗中通過Agilent34980數(shù)據(jù)采集儀測得預先在柱中橫截面內(nèi)埋置的13根K型熱電偶溫度數(shù)據(jù)，以分析其截面溫度場變化規(guī)律.

圖2 熱電偶布置Fig.2 Positions of thermocouples

圖3 試驗裝置全貌Fig.3 General view of test equipments

豎向荷載的加載速度控制在3 kN/s左右，達到預定荷載后，保載10 min，待試件軸向位移變形穩(wěn)定后再進行點火.試驗過程中，由于爐溫不斷升高，試件產(chǎn)生受熱膨脹，并導致千斤頂壓力有所上升，因此，試驗中需注意要實時調整油泵，以確保千斤頂保持恒載.

圖4為各試件火災試驗過程中爐內(nèi)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.

圖4 爐內(nèi)升溫曲線與ISO834標準升溫曲線對比Fig.4 Comparison of temperature-time curve in fumace with ISO834 standard temperature-time curves

1.2.2 火災試驗結果

1.2.2.1 溫度場曲線

火災試驗測得的溫度場曲線如圖5所示，各測點的具體情況如表1所示.

圖5 試件實測溫度-時間曲線Fig.5 Measured temperature time curves of specimens

表1 溫度測點一覽表Tab.1 General view of thermocouples

從曲線看出：(1)隨著受火面距離的增加，實測溫度逐漸降低.(2)非受火面測點8的溫度相對偏低，集中于60～100 ℃之間，其它測點多集中于120 ℃附近，最高溫度甚至達到200 ℃.(3)截面中部測點7的溫度最低，約為100 ℃，而位于柱肢中部區(qū)域的測點4、10溫度大體相同，最高溫度可達到140 ℃.(4)位于內(nèi)折角的測點6相比受火面其他測點相比溫度偏低，僅為160 ℃，其余測點最高達到500 ℃.(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(xiàn)象更為明顯，可能是由混凝土內(nèi)部水分的蒸發(fā)移動造成的.

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.

1.2.3 火災后加載方式

加載試驗仍在火災爐內(nèi)進行.加載分為前期預載和正式加載兩部分，前期預載共三次，并采用三級加載方案，預載最大荷載值不超過極限荷載的70%.正式加載前期按照每60 kN為一級，臨近破壞時，改為每30 kN為一級，每級加載完成后，保載10 min.

L形柱作為角柱，與柱子正交的兩個方向只有兩根框架梁與之連接，屬于雙向偏心受力構件，本次采用45°加載方式進行雙向偏心受壓試驗.具體加載方式如圖6所示.

圖6 異形柱加載方案Fig.6 Loading method

試驗量測的主要內(nèi)容有柱中截面型鋼與混凝土之間的粘結滑移、側向位移、跨中截面混凝土應變、型鋼應變以及豎向荷載.試驗設備主要包括：2 000 kN油壓千斤頂及配套油泵、門式反力架及橫梁、東華DH3815N分布式靜態(tài)應變測試系統(tǒng)、DJCK-2裂縫測寬儀等.

2 試驗結果

試件的宏觀破壞形態(tài)如圖7所示.各試件破壞時測得的極限承載力以及破壞形態(tài)如表2所示.

圖7 試件宏觀破壞形態(tài)Fig.7 Damage conditions of specimens after test

表2 試件一覽表Tab.2 General view of test specimens

2.1 破壞特征

DL1荷載加載至破壞荷載的一半時，受拉區(qū)柱中區(qū)域出現(xiàn)橫向裂縫，當加載到60 %時，受壓區(qū)柱肢出現(xiàn)縱向微裂縫.破壞時，柱肢中部出現(xiàn)一條明顯的縱向裂縫，受拉區(qū)出現(xiàn)五條間距約100 mm的橫向裂縫，受壓區(qū)柱肢下半段的混凝土壓碎并脫落.

DL2荷載加載至破壞荷載的50 %時，受拉區(qū)角部柱中區(qū)域出現(xiàn)細微橫向裂縫，間距約為100 mm，試件發(fā)生破壞后，一肢柱身中部出現(xiàn)兩條較寬的縱向裂縫，另一肢混凝土被壓碎，受拉區(qū)最大橫向裂縫寬度50 mm.槽鋼屈服部位及橫向主裂縫均位于柱中.

當加載至破壞荷載的70 %時，DL3在受拉區(qū)柱中區(qū)域出現(xiàn)橫向裂縫，加載至500 kN，混凝土被壓碎，受拉區(qū)橫向裂縫位于柱中.

DL4的破壞荷載為346.8 kN，當荷載加載至破壞荷載的50%時，受拉區(qū)出現(xiàn)間距約為200 mm的橫向裂縫.隨著試件的破壞，受壓區(qū)柱肢中部出現(xiàn)縱向裂縫，受壓區(qū)混凝土被壓碎但未脫落，受拉區(qū)出現(xiàn)間距約為100 mm的橫向裂縫，柱肢槽鋼屈服部位及橫向主裂縫均位于柱中.

2.2 荷載-縱向變形曲線

試驗測得的荷載-縱向變形曲線如圖8所示.對于試件的軸向位移，可直接在柱頂架設位移計進行測量.

圖8 荷載-縱向變形曲線Fig.8 Load-axial distortion curves

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，其主要原因是變形較小時混凝土單獨承受軸向荷載，隨著荷載的增加，粘結作用使得混凝土與型鋼共同受力，剛度增大；當混凝土發(fā)生開裂，試件的剛度隨之減小，縱向變形增大.

受火后異形柱極限承載力隨著偏心距的增大而降低，DL2相比DL1承載力下降了22.7%，發(fā)生受拉破壞時，DL3相比DL2承載力下降了43.9%，DL4相對于DL3承載力下降了30.6%.在發(fā)生受拉破壞時，由于混凝土受壓區(qū)面積減小，另外受火災影響，測點2溫度最高達到450℃，混凝土彈性模量損傷較大，所以承載力下降較多.

2.3 荷載-撓度曲線

試件的荷載-撓度曲線如圖9所示.

圖9 荷載-撓度曲線Fig.9 Load-deflection curves

試件撓度主要考慮柱中，分為X軸方向的撓度曲線與Y軸方向的撓度曲線兩種.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.試件X、Y兩方向的撓度幾乎相等，試件發(fā)生雙向彎曲.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，延性較好.

2.4 粘結滑移曲線

滑移值為火災后柱中截面混凝土豎向位移與型鋼豎向位移的差值.測量裝置如圖10所示.

圖10 粘結滑移測點布置圖Fig.10 Arrangement of bond-slip measuring point

各試件粘結滑移曲線如圖11中所示.

圖11 粘結-滑移曲線Fig.11 Bond-slip curves

由荷載-粘結滑移曲線可以得出粘結滑移分為三個階段：加載初期，無粘結滑移，混凝土與型鋼變形基本一致.隨著荷載的增加，混凝土與型鋼發(fā)生相對位移，此時，粘結力主要由型鋼與混凝土之間的摩擦力和機械咬合力組成，在每肢槽鋼外側加設兩根短鋼筋，作為簡易抗剪連接件，與腹桿與槽鋼之間的焊接點與抗剪連接件產(chǎn)生類似于帶肋鋼筋表面突出肋的作用，開始滑移時產(chǎn)生對混凝土的斜向擠壓力，使混凝土受彎受剪，當混凝土的應變超過其極限拉應變時，混凝土逐漸被壓碎，從而產(chǎn)生新的滑移面，產(chǎn)生更大的相對滑移，所以試件破壞時，產(chǎn)生較大的變形，相對位移也會急速增大.

試件達到峰值荷載后，滑移最大值不超過2 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.

2.5 截面應變分布

柱中混凝土應變測點如圖12所示，各試件柱中截面應變分布規(guī)律如圖13所示.

圖12 混凝土應變測點布置Fig.12 Steel strain gauge layout

圖13 實測截面應變分布Fig.13 Strain analysis section diagram

由圖13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(xié)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.

3 結論

(1)等肢L形型鋼混凝土柱與鋼筋混凝土構件受壓破壞機理相似，且與偏心距有關，當偏心距較小時，試件為受壓破壞，隨著偏心距的增大，試件發(fā)展為受拉破壞，極限承載力也隨之降低.

(2)混凝土與型鋼之間的粘結滑移最大值不超過2mm，表明采用桁架式型鋼骨架以及腹桿能夠承擔型鋼與混凝土之間橫向剪力的作用，提高型鋼與混凝土協(xié)同工作的能力，使其具有良好的整體工作性能.

(3)在雙向偏心受壓的情況下，試件在X、Y軸方向的撓度基本相同，表明在加載時，試件發(fā)生雙向彎曲.

(4)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.

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