高溫蠕變下鋼-混凝土組合梁的火災(zāi)下抗火分析

高溫蠕變下鋼-混凝土組合梁的火災(zāi)下抗火分析

0多層鋼-混凝土組合平面框架的有限元分析鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)具有良好的機(jī)械性能，廣泛應(yīng)用于多層建筑結(jié)構(gòu)中。目前對高溫下鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)構(gòu)件抗火性能的研究比較豐富,對高溫下鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)體系抗火性能的研究相對較少。鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)體系抗火分析一般采用有限元法,包括ANSYS、ABAQUS等大型有限元分析軟件以及各學(xué)者自編的有限元程序。國內(nèi)相關(guān)學(xué)者對鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)抗火性能進(jìn)行了研究。以上研究結(jié)果表明:各學(xué)者自編的專用有限元分析軟件適用范圍較窄,單元類型單一,材料熱-力耦合本構(gòu)關(guān)系不完善,適用范圍也較局限;采用ANSYS、ABAQUS等有限元分析軟件可模擬鋼管對混凝土的約束作用和鋼梁與混凝土的黏結(jié)滑移性能;由于火災(zāi)中構(gòu)件截面溫度分布不均勻以及受火構(gòu)件升溫膨脹將引起截面應(yīng)力重分布和框架內(nèi)各相關(guān)構(gòu)件內(nèi)力重分布,分析中需引入鋼材和混凝土不同的加載、卸載和再加載路徑,并在熱-力耦合本構(gòu)關(guān)系中考慮鋼材的高溫蠕變、混凝土的高溫徐變和瞬態(tài)熱應(yīng)變的影響;目前大多數(shù)學(xué)者對火災(zāi)下鋼與混凝土的組合作用分析不夠充分,且研究主要集中于單層單跨平面框架,多層多跨鋼-混凝土組合平面框架的抗火性能研究還較少。為此,本課題組采用ABAQUS有限元分析軟件,在構(gòu)件和簡單結(jié)構(gòu)已有試驗驗證的基礎(chǔ)上,對多層多跨鋼-混凝土組合平面框架的抗火性能進(jìn)行非線性有限元分析,包括選取考慮鋼材高溫蠕變、混凝土瞬態(tài)熱應(yīng)變及短期高溫徐變的材料熱-力耦合本構(gòu)關(guān)系,建立考慮鋼管與核心混凝土約束作用、鋼梁與混凝土板黏結(jié)滑移作用的鋼-混凝土組合構(gòu)件及結(jié)構(gòu)有限元分析模型并進(jìn)行試驗驗證;進(jìn)而建立局部火災(zāi)下3層3跨鋼-混凝土組合平面框架溫度場模型和結(jié)構(gòu)抗火分析有限元分析模型,通過多工況分析研究局部火災(zāi)下多層多跨鋼-混凝土組合平面框架的失效模式、是否考慮組合作用對組合梁耐火性能的影響、框架梁與簡支梁、固支梁間的耐火性能差異,以及框架柱與兩端固支單柱耐火性能的差異。1材料在高溫下的熱耦合結(jié)構(gòu)關(guān)系1.1凝土單軸應(yīng)力應(yīng)變曲線高溫下混凝土總應(yīng)變εc,total包含應(yīng)力作用產(chǎn)生的應(yīng)變εc,σ、瞬態(tài)熱應(yīng)變εc,tr、高溫徐變εc,cr和自由膨脹應(yīng)變εc,th,其表達(dá)式為1)高溫下混凝土應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系。高溫下混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線表達(dá)式見式(2)。式中:y=σ/fc,T,σ為應(yīng)力,fc,T為高溫下混凝土單軸抗壓強(qiáng)度;x=εc,σ/εc,T,εc,σ為應(yīng)變,εc,T為高溫下混凝土單軸抗壓峰值應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變;A1、B1為應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線上升段參數(shù),A1=9.1fcu-4/9,B1=1.6×(A1-1)2,fcu為混凝土立方體抗壓強(qiáng)度;對于梁中混凝土,下降段參數(shù)α1=2.5×10-5f3cu,對于受約束的柱中混凝土,下降段參數(shù)α1=0.15。各物理量含義及高溫下混凝土彈性模量、軸心抗壓強(qiáng)度、受壓峰值應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變?nèi)≈祬⒁娢墨I(xiàn)。高溫下混凝土單軸受拉應(yīng)力-應(yīng)變曲線表達(dá)式見式(3)。式中:y=σ/ft,T,ft,T為高溫下混凝土單軸抗拉強(qiáng)度;x=εc,σ/εt,T,εt,T為高溫下混凝土單軸抗拉峰值應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變;A2、B2為應(yīng)力-應(yīng)變曲線上升段參數(shù),A2=1.306,B2=5(A2-1)2/3=0.15;在有限元分析中考慮受拉鋼筋的有利影響,且出于收斂性的需要取下降段參數(shù)α2=0.8,各物理量含義及高溫下混凝土軸心抗拉強(qiáng)度、受拉峰值應(yīng)力對應(yīng)的應(yīng)變?nèi)≈祬⒁娢墨I(xiàn)。2)自由膨脹應(yīng)變。自由膨脹應(yīng)變?yōu)闊崤蛎浵禂?shù)與物體單位長度的乘積。Lie建議的混凝土熱膨脹系數(shù)αc與溫度T關(guān)系式為3)瞬態(tài)熱應(yīng)變。過鎮(zhèn)海等建議的混凝土瞬態(tài)熱應(yīng)變εc,tr計算式為式中,fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度,fc=0.4f7cu/6。4)短期高溫徐變。過鎮(zhèn)海等建議的混凝土短期高溫徐變計算式為式中,tcf為受火時間,s。1.2高溫下鋼的力學(xué)性能高溫下鋼材的總應(yīng)變εs,total包含應(yīng)力作用產(chǎn)生的應(yīng)變εs,σ、高溫蠕變εs,cr和自由膨脹應(yīng)變εs,th,其表達(dá)式為1)高溫下鋼材應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系。高溫下鋼材采用彈塑性(硬化)本構(gòu)模型,強(qiáng)度準(zhǔn)則采用經(jīng)典的vonMises屈服準(zhǔn)則和相關(guān)聯(lián)流動法,Lie等提出的高溫下鋼材(包含鋼管、鋼梁、栓釘和鋼筋)應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系模型在結(jié)構(gòu)抗火有限元分析中收斂性較好,其表達(dá)式為式中:εp=4×10-6fs,fs為常溫下鋼材屈服強(qiáng)度,MPa。其他參數(shù)表達(dá)式見式(9)、(10)。2)自由膨脹應(yīng)變。文獻(xiàn)建議的鋼材熱膨脹系數(shù)與溫度的關(guān)系式為3)高溫蠕變。文獻(xiàn)建議的鋼材高溫蠕變的計算式為式中:參數(shù)a=-8480;b=2.50;c=3060;d=0.228;e=0.002;f=-1.1;tsf為受火時間,min。需要指出,ABAQUS中的混凝土塑性損傷本構(gòu)模型中的非彈性應(yīng)變?nèi)≈禐榛炷粮邷匦熳兒退矐B(tài)熱應(yīng)變與應(yīng)力產(chǎn)生的非彈性應(yīng)變之和;ABAQUS中鋼材的塑性應(yīng)變?yōu)殇摬母邷厝渥兣c應(yīng)力產(chǎn)生的塑性應(yīng)變之和。2火災(zāi)下多層鋼筋混凝土組合結(jié)構(gòu)的三維分析模型2.1有限分析模型的建立2.1.1有限元分析單元1)單元類型選取與網(wǎng)格劃分。栓釘和鋼筋采用傳熱連接單元DC1D2,鋼管、鋼梁及防火保護(hù)層采用熱分析殼單元DS4,混凝土采用實體熱分析單元DC3D8,網(wǎng)格采用結(jié)構(gòu)化技術(shù)劃分。2)界面和溫度荷載的模擬。鋼管與核心混凝土、鋼梁與混凝土板、栓釘及鋼筋與混凝土間采用綁定(tie)。室內(nèi)升溫采用ISO834國際標(biāo)準(zhǔn)升溫曲線或試驗升溫曲線,定義初始溫度20℃,構(gòu)件表面熱輻射系數(shù)ε=0.5、綜合換熱系數(shù)鋼管表面取h=75W/(m2·K)、混凝土表面取h=25W/(m2·K)64,高溫下混凝土、鋼材與防火涂料的熱工參數(shù)取值見文獻(xiàn)。2.1.2界面接觸的模型1)單元類型選取與網(wǎng)格劃分。栓釘采用梁單元B31,鋼筋采用桁架單元T3D2,鋼管、鋼梁采用殼單元S4R,混凝土采用實體單元C3D8R,網(wǎng)格劃分使用結(jié)構(gòu)化技術(shù)。熱-力耦合計算模型中的網(wǎng)格劃分及部件特征須與溫度場計算模型保持一致。2)界面模擬。鋼管與核心混凝土、鋼梁與混凝土板的界面接觸采用庫倫模型,該模型切向摩擦系數(shù)取0.6,采用有限滑移,法向接觸采用面-面硬接觸且允許分離。在鋼管與核心混凝土的接觸中,鋼管為主面,核心混凝土為從面;在鋼梁與混凝土板的接觸中,鋼梁為主面,混凝土板為從面。栓釘及鋼筋采用內(nèi)嵌方式與混凝土接觸。高溫下混凝土及鋼材的熱-力耦合本構(gòu)模型見第1節(jié)。高溫下混凝土應(yīng)力-應(yīng)變模型采用塑性損傷模型,混凝土彈性階段的泊松比取0.2,模型中流動偏角為0.1,雙軸等壓時混凝土的強(qiáng)度與單軸強(qiáng)度之比為1.225,拉、壓子午線上第二應(yīng)力不變量的比值為2/3,膨脹角取為40°,黏性系數(shù)取為0.001。由于火災(zāi)起始階段混凝土一般處于彈性階段,在進(jìn)行抗火分析時只考慮混凝土的塑性而不考慮混凝土的損傷,即損傷為0,在循環(huán)加載時剛度恢復(fù)因子取Wc=0.8和Wt=0.2,以模擬高溫下混凝土卸載再加載的轉(zhuǎn)換。2.2鋼管混凝土組合梁抗火性能有限元分析1)鋼管混凝土柱。選取文獻(xiàn)中1個兩端固支、四面受火鋼管混凝土柱試件HSS1,對其抗火性能進(jìn)行有限元分析,圖1所示為火災(zāi)下鋼管混凝土柱截面溫度-受火時間關(guān)系曲線和柱端軸向變形-時間關(guān)系有限元分析和試驗曲線的比較,可見兩者均吻合較好。圖中:D為鋼管外徑;t為鋼管厚度;d為溫度測點距鋼管外表面距離;H為鋼管混凝土柱高度;NF為作用在柱端的軸力。2)鋼-混凝土組合梁。選取文獻(xiàn)中的兩端簡支、底面受火工字鋼-壓型鋼板混凝土組合梁試件,對其抗火性能進(jìn)行有限元分析。該梁試件設(shè)計為:板面鋼筋采用Ф8@150,保護(hù)層厚度約20mm,板底鋼筋采用Ф8@344,距離壓型鋼板板底20mm,沿壓型鋼板槽肋方向布置;其余參數(shù)見圖2。圖2所示為火災(zāi)下工字鋼-壓型鋼板混凝土組合梁跨中截面溫度-受火時間關(guān)系和跨中豎向位移-時間關(guān)系有限元分析和試驗曲線比較,可見兩者總體上均吻合較好。3)鋼-混凝土組合節(jié)點。選取文獻(xiàn)193-232中節(jié)點試件JC1對火災(zāi)下鋼管混凝土柱-鋼混凝土組合梁節(jié)點的抗火性能進(jìn)行分析。試驗中,板以下區(qū)間受火梁、柱防火保護(hù)層厚度分別為15、7mm。試件其他參數(shù)見圖3、4,圖中PF為作用在梁端的集中力。圖3所示為火災(zāi)下鋼管混凝土柱-組合梁節(jié)點柱溫度-受火時間關(guān)系曲線;圖4所示為火災(zāi)下鋼管混凝土柱-組合梁節(jié)點柱頂端及梁端豎向位移-受火時間關(guān)系曲線,可見溫度場模擬效果較好,梁端位移模擬較好,柱端位移模擬略有欠缺,可能由于試驗中鋼管混凝土柱軸向荷載不易精確控制所致。4)鋼-混凝土組合框架。選取文獻(xiàn)360-384中試件CFRC4對火災(zāi)下鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁框架的抗火性能進(jìn)行有限元分析。其中鋼管防火保護(hù)層厚度為6mm,試件尺寸見圖5、6。圖5所示為鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁框架溫度-受火時間關(guān)系曲線;圖6所示為鋼管混凝土柱-鋼筋混凝土梁框架柱端、梁端及梁跨中豎向位移-受火時間關(guān)系分析曲線與試驗曲線的比較,可見兩者均吻合較好。2.3多層鋼-混凝土組合平面結(jié)構(gòu)的三維分析模型2.3.1鋼-混凝土組合框架材料特性設(shè)計的多層多跨鋼-混凝土組合平面框架計算模型如圖7所示。鋼-混凝土組合平面框架跨度4.5m,層高3.0m,工字鋼梁截面取H250×150×8×10,混凝土板截面寬1650mm,厚100mm,混凝土板內(nèi)配置雙層雙向普通鋼筋,其中縱筋Ф10@150,分布筋Ф8@250,保護(hù)層厚度取20mm,梁柱節(jié)點處鋼筋按GB50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》要求設(shè)置。鋼管外徑D=320mm,壁厚t=10mm,栓釘直徑10mm,長度和間距均為80mm?；炷翉?qiáng)度等級采用C30,鋼管采用Q345鋼,鋼梁為Q235鋼,栓釘為Q390鋼,鋼筋采用HRB335,材料強(qiáng)度按現(xiàn)行結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范取其標(biāo)準(zhǔn)值。鋼-混凝土組合平面框架采用厚涂型防火材料,熱工參數(shù)見文獻(xiàn),根據(jù)GB50016—2006《建筑設(shè)計防火規(guī)范》規(guī)定取框架耐火等級為二級,此時要求柱耐火極限達(dá)到2.5h,梁耐火極限達(dá)到1.5h,為此柱防火保護(hù)層厚度取12mm,梁防火保護(hù)層厚度取20mm。本文中研究無側(cè)移平面框架的抗火性能,框架柱頂端放開豎向平移自由度及平面內(nèi)彎曲自由度,柱底端施加固結(jié)邊界約束。2.3.2初始加載溫度考慮火災(zāi)可能在任何空間內(nèi)發(fā)生,共設(shè)計了10種工況進(jìn)行分析,各工況火災(zāi)作用區(qū)域見圖8。采用ISO834升溫曲線施加室內(nèi)溫度荷載,初始室溫取20℃。受火范圍內(nèi)柱為四面受火,受火范圍邊柱為兩面受火(受火側(cè)鋼管半圓范圍內(nèi)為受火面,其余鋼管半圓范圍為散熱面);鋼梁及混凝土翼緣板底面為受火面,鋼筋混凝土板頂面為散熱面。文中設(shè)計的3層3跨鋼-混凝土組合平面框架有限元分析模型如圖9所示。3火災(zāi)下，鋼-混凝土組合結(jié)構(gòu)的坍塌類型3.1梁間受力及按受火工況下的退火特性利用ABAQUS有限元分析軟件建立局部火災(zāi)下多層多跨鋼-混凝土組合平面框架抗火性能分析有限元模型并進(jìn)行分析,結(jié)果表明:1)當(dāng)柱防火保護(hù)層厚度取12mm,梁防火保護(hù)層厚度取20mm,柱頂承受集中荷載情況1(N1=800kN、N2=1000kN、N3=1000kN、N4=800kN),梁間承受均布荷載q=60kN/m時,平面框架表現(xiàn)為梁先失效的破壞模式。不同受火工況下,鋼-混凝土組合梁的跨中豎向位移-受火時間關(guān)系曲線變化不大。梁先失效模式下的耐火極限分析結(jié)果列于表1中,可見火災(zāi)工況對組合框架梁的耐火極限幾乎沒有影響。2)當(dāng)保持梁防火保護(hù)層厚度20mm不變,減小柱防火保護(hù)層厚度至1mm,柱頂承受集中荷載情況2(N1=3200kN、N2=4000kN、N3=4000kN、N4=3200kN)、梁間承受均布荷載q=60kN/m時,平面框架表現(xiàn)為柱先失效的破壞模式。柱先失效模式下的耐火極限分析結(jié)果如表1所示,可見柱受火面積和柱軸壓比越大,框架結(jié)構(gòu)耐火極限越短,工況3(即底層全部受火)為柱先失效模式下平面框架最不利火災(zāi)工況。3.2柱先失效模式以工況3為例,圖10給出了不同失效模式下框架柱底截面軸力-受火時間關(guān)系曲線,可見梁先失效模式下框架柱底截面軸力基本保持不變;柱先失效模式下由于內(nèi)力重分布,框架柱底截面軸力由軸力較大的中柱向軸力較小的邊柱轉(zhuǎn)移。以工況3為例,圖11給出了不同失效模式下框架柱底截面彎矩-受火時間關(guān)系曲線,可見:梁先失效模式下框架柱底截面彎矩都呈先增大后減小的趨勢;柱先失效模式下框架邊柱底截面彎矩逐漸增大,而中柱截面彎矩幾乎為0;梁先失效模式下框架柱底截面彎矩的變化幅度要大于柱先失效模式下框架柱底截面彎矩的變化幅度。3.3梁先失效模式下框架柱的納入分析典型工況(以工況3為例)框架結(jié)構(gòu)在不同失效模式下的變形云圖如圖12所示,可見柱先失效模式會導(dǎo)致框架結(jié)構(gòu)倒塌。1)梁跨中豎向位移。以工況3為例,圖13給出了梁先失效模式下的首層梁跨中豎向位移-受火時間關(guān)系曲線,可見梁先失效模式下不同跨梁的跨中豎向位移-受火時間關(guān)系曲線基本一致。2)柱端豎向位移。以工況3為例,圖14給出了柱先失效模式下框架頂層柱端豎向位移-受火時間關(guān)系曲線,可見柱先失效模式下框架中軸壓比較大的中柱柱端豎向位移-受火時間關(guān)系曲線下降速率明顯大于軸壓比較小的邊柱,此時軸壓比較大的中柱因受火失效將引發(fā)框架結(jié)構(gòu)倒塌。3)梁端水平及豎向位移。圖15為工況3下平面框架結(jié)構(gòu)首層梁端水平、豎向位移-受火時間關(guān)系曲線,可見:梁端水平位移與其所受水平約束的強(qiáng)弱程度有關(guān),水平約束較弱的邊跨梁邊柱側(cè)梁端水平位移明顯大于水平約束較強(qiáng)的邊跨梁中柱側(cè)梁端水平位移;受火條件相同時,柱的軸壓比越大,其柱端豎向位移-受火時間曲線下降越快。4)梁先失效模式下梁板間組合作用對組合梁耐火極限的影響。在考慮混凝土板參與傳熱分析的基礎(chǔ)上,為揭示鋼梁與混凝土板間組合作用對組合梁耐火極限的影響,以梁先失效模式下平面框架處于工況3時為例進(jìn)行分析,考慮6種情形:①不考慮混凝土板作用,但考慮栓釘連接作用,計算中取混凝土板中混凝土的彈性模量為常溫下的千分之一且不隨溫度變化、完全彈性;②考慮混凝土板作用,但不考慮栓釘連接作用(即不考慮鋼梁與混凝土板間的相互作用);③不考慮混凝土板作用和栓釘連接作用(相當(dāng)于純鋼梁);④同時考慮混凝土板作用和栓釘連接作用;⑤同時考慮混凝土板作用和栓釘連接作用,但栓釘間距改為原間距的4倍(320mm);⑥同時考慮混凝土板作用和栓釘連接作用,但栓釘間距改為原間距的9倍(720mm)。圖16給出了以上6種情形下組合梁首層跨中豎向位移-受火時間關(guān)系曲線的比較,由圖可見:考慮混凝土板作用及鋼梁與混凝土板之間的栓釘連接作用,可有效提高組合梁的耐火極限;①和②兩種情形下的耐火極限大致相同;剪力連接程度對鋼-混凝土組合梁耐火性能的影響并不顯著;按GB50016—2006《建筑設(shè)計防火規(guī)范》規(guī)定,組合梁的耐火極限設(shè)計值為90min,如不考慮組合作用,耐火極限的有限元分析值為70min,如考慮組合作用,耐火極限的有限元分析值為110min,可見規(guī)范取值偏保守。5)梁先失效模式下框架首層中跨梁與兩端簡支、固支梁耐火極限的對比。圖17所示為工況3受火條件下框架首層中跨梁與簡支梁、固支梁(兩端都固定約束)上翼緣跨中豎向位移-受火時間關(guān)系曲線的比較,可見處于整體