錢勝力 ,陳 鑫 ,俞偉根 ,孫 勇 ,毛小勇 ,劉 濤 ,還 毅
(1.蘇州科技大學江蘇省結構工程重點實驗室,蘇州 215011;2.江蘇省建筑科學研究院有限公司,南京 210008;3.江蘇省住房和城鄉(xiāng)建設廳,南京 210036;4.中央軍委后勤保障部工程質量監(jiān)督中心,北京 100037)
隨著中國社會經(jīng)濟高速發(fā)展,人民生活水平有了顯著的提升,對更安全建筑的需求越發(fā)迫切。因此,近年來,建筑結構相關標準和性能指標不斷更新與完善,性能要求相對提高。目前中國既有建筑存量巨大,一方面,早期建成投入使用的多數(shù)建筑因當時建設標準較低而不能滿足時下社會發(fā)展對建筑安全性的基本要求;另一方面,火災等人為災害后,結構易出現(xiàn)不可避免的損傷,從而可能影響整體結構的綜合安全性能[1]。而將火災后建筑直接拆除重建是極不經(jīng)濟也不合理的一種方式,因此需要對火災后建筑結構的受損檢測、鑒定評估并采取相應的加固手段,并針對性地開展相關科學研究,發(fā)展火災后建筑安全性能評估與提升技術。
結構及其構件的抗火性能研究一直是建筑抗災防災研究的重點方向之一。Kodur等[2]建立了基于非線性有限元分析的火災下鋼筋混凝土梁剩余承載力計算方法,并通過構件火災試驗驗證了該方法的有效性。Jau等[3]研究了角柱在軸壓、雙向彎曲和非對稱火災荷載作用下的受力性能,研究表明,受火時間、配筋率和保護層厚度均能影響柱的殘余強度比?;綮o思等[4]對高溫后和常溫下的鋼筋混凝土(reinforced concrete,RC)柱進行滯回加載試驗,對比分析了不同初始荷載的高溫冷卻后鋼筋混凝土柱的性能。陸洲導等[5]通過對比火災前、后鋼筋混凝土連續(xù)梁,總結了火災后構件的性能劣勢,并提出了與火災試驗結果吻合較好的理論及數(shù)值模擬方法。駱開靜等[6]對6組相同配筋的鋼筋混凝土梁展開高溫試驗,探究了不同受火時間下構件的宏觀損傷規(guī)律。上述研究多針對單獨構件,圍繞火災后多層工業(yè)廠房的抗震性能變化規(guī)律,以及災后加固完成時的建筑結構抗震性能評估研究相對較少[7-8]。
現(xiàn)階段,對既有多層鋼筋混凝土結構的抗震加固方法主要有:預應力加固法、增大截面加固、外包型鋼加固、粘貼纖維材料、外加鋼板加固和增設支點加固等。對于這些方法的改進和研究一直是結構加固方向的重點之一。趙軍等[9]利用數(shù)值模擬,準確預測了纖維復合材料(fiber reinforced plastic,FRP)加固鋼筋混凝土梁的復合剛度,并且此種方法精細化程度較高。陸超超等[10]將增大截面加固法和外包型鋼加固法相結合,提出了一種自密實混凝土填充外包角鋼加固法,擬靜力試驗和數(shù)值模擬都表明,此種加固法能有效提高鋼筋混凝土柱的承載能力和變形性能。吳輝琴等[11]進行對比了不同鋼板加固層數(shù)下梁的抗彎性能試驗,結果表明鋼板層數(shù)的改變對梁抗彎性能影響最為顯著。李林果等[12]以小型預應力混凝土梁為研究對象,進行三點彎曲試驗,結果表明粘貼FRP材料后梁的抗剪承載力得到了顯著提升甚至超過了加固前。Ian等[13]提出了能夠模擬出FRP鋼筋與混凝土之間的粘結行為的數(shù)值模型,對比試驗模型后結果顯示,所提出的模型能夠模擬出較大荷載下的局部粘結行為。
已有的研究工作中,無論是火災后安全性能,還是結構抗震加固,均較多地關注構件層面的試驗、理論與數(shù)值模擬方法研究。然而在實際工程應用中,如何從結構整體的角度對火災后建筑結構安全性進行評估和加固十分重要。為此,主要以江蘇藍羽家用紡織品有限公司生產(chǎn)車間火災事故為背景,開展多層工業(yè)廠房受火安全性能評估和加固改造的研究。首先,建立多層鋼筋混凝土框架結構火災后及加固后的抗震性能分析方法;隨后,介紹多層工業(yè)廠房結構特點和火災后結構損傷情況,由此開展結構安全加固設計,進而建立整體結構模型,以此開展結構動力特性分析;最后,進行結構在遠場和近場地震作用下的結構抗震性能分析,對比火災前、后結構整體的抗震性能和加固措施對火災后結構抗震性能的改善,并探討不同地震動特性對多層鋼筋混凝土框架抗震性能的影響。
為評估多層RC框架火災后抗震性能,需要建立考慮火災影響的多層RC框架抗震性能分析方法,本文中結構整體模型仍然采用普通多層RC框架建模方法,考慮火災發(fā)生位置導致的不同構件及其部位的受火溫度差異,引入高溫材料特性變化和纖維單元對梁、柱截面建模。
未受火混凝土采用Kent-Park本構模型,該模型通過考慮混凝土受壓段的峰值應力、峰值應變、下降段的軟化曲率來反映箍筋的約束情況,并考慮了混凝土剩余強度,其應力-應變即σ-ε曲線如圖1(a)所示。圖1中E0表示混凝土初始彈性模量;fc,m、fu分別表示混凝土抗壓強度以及極限強度;ε0和εu表示相應的峰值壓應變和極限應變;Et表示混凝土受拉開裂后的彈性模量;ft表示混凝土受拉極限強度;λ表示結構的滯回特征參數(shù)。未受火鋼筋采用理想彈塑性模型,該模型為鋼筋理想化的單軸雙折線模型,既可以考慮隨動強化,又可以分別考慮受拉受壓向強化,其應力-應變關系如圖1(b)所示,其中,fy表示屈服強度,b表示硬化系數(shù)。
圖1 材料應力-應變關系Fig.1 Material stress-strain relationship
火災后混凝土梁、柱等受力構件由于高溫作用,導致內部鋼筋混凝土存在不同程度的損傷,其中部分梁、柱破壞嚴重甚至出現(xiàn)露筋現(xiàn)象。為較為準確地模擬出火災后鋼筋混凝土結構,需對結構材料的力學性能進行調整。其中,火災(高溫)后鋼筋的抗壓強度采用清華大學時旭東、過鎮(zhèn)海在試驗下得到的強度退化規(guī)律[14],所建立的公式為
(1)
式(1)中:fy(T)為鋼筋經(jīng)歷最高溫度T后的抗壓強度;fy為常溫時鋼筋的抗壓強度。
火災(高溫)后鋼筋彈性模量采用吳波建議的Ⅰ級熱軌鋼筋火后彈性模量[15]為
Es(T)=(100.53-0.026 5T)×10-2Es,
20 ℃<T<900 ℃
(2)
式(2)中:Es(T)為鋼筋經(jīng)歷最高溫度T后的彈性模量;Es為常溫時鋼筋的彈性模量。
火災(高溫)后混凝土的抗壓強度采用陸洲導建議的表達式[16]為
(3)
式(3)中:fcu,Tm為混凝土經(jīng)歷最高溫度T后的抗壓強度標準值;fcu為常溫下混凝土的抗壓強度標準值;Tm為混凝土所經(jīng)歷的最高溫度。
火災(高溫)后混凝土抗拉強度建議的表達式[17]為
(4)
式(4)中,ft,Tm為混凝土經(jīng)歷最高溫度T后的抗拉強度;ft為常溫時混凝土的抗拉強度?;馂?高溫)后混凝土彈性模量按照文獻[15]建議的表達式為
(5)
式(5)中:Ec,Tm為混凝土經(jīng)歷最高溫度T后的彈性模量;Ec為常溫下混凝土的彈性模量。
文獻[15]通過試驗提出了高溫后混凝土的應力應變曲線計算式:
(6)
ε>ε0r(T)
(7)
式(7)中:σ、ε分別為應力和應變;ε0r(T)為最高溫度為T作用后混凝土的峰值應變。
(8)
纖維模型的基本原理如下:把構件縱向分為多個微段,在每個微段的中點把橫斷面雙向劃分為平面網(wǎng)格,每一網(wǎng)格的中心為數(shù)值積分點,網(wǎng)格的縱向微段即定義為纖維;通過計算每個纖維的內力,并在斷面內進行數(shù)值積分,即可求解每個微段的內力變化過程[18-19]。每根鋼筋劃分為一個纖維,而混凝土梁柱構件由于受火方式不同按不同截面形式劃分,其中,火災后框架柱按雙軸對稱劃分,梁按單軸對稱劃分,故部分未受火、火災后和加固后梁、柱纖維單元如圖2(a)和圖2(b)所示,火災后混凝土截面纖維模型參照鋼筋混凝土截面的溫度分布進行模擬[20],確保內部混凝土溫度和試驗中升溫曲線[21]終段相符,并保證最外側達到最高溫度與實際火災建筑鑒定報告中曾經(jīng)達到過的溫度700 ℃相符。
某四層RC框架結構的公司生產(chǎn)車間[圖3(a)],位于江蘇省南通市,該建筑總高度為15.9 m,其中底層層高5.4 m,建筑面積約2 000 m2。該建筑位于抗震設防烈度為6度的區(qū)域,結構安全等級為二級,基本地震加速度為0.05g(g為重力加速度)。建筑場地類別為Ⅱ類,抗震設防類別丙類,設計地震分組為第二組。
圖2 有限元模型Fig.2 Finite element model
圖3 某多層工業(yè)廠房Fig.3 A multi-storey industrial building
該車間于2012年1月中旬發(fā)生火災,火災起火位置位于車間外部鋼架貨物堆放處,火勢通過堆積的貨物向車間內部蔓延,最終引起整座樓的大火。由于車間一層內部堆積了較多貨物,三層局部堆積了少量貨物,一、三層受火災影響較大。從發(fā)現(xiàn)車間內部起煙至火完全撲滅約3 h,結構火災損傷嚴重[圖3(b)]。
2.2.1 火災現(xiàn)場調查
對車間各層的梁、柱等結構構件受損情況進行調查,發(fā)現(xiàn)主要過火區(qū)域構件表面煙黑現(xiàn)象嚴重,且局部構件出現(xiàn)網(wǎng)狀裂紋,甚至有鋼筋外露現(xiàn)象[圖3(c)]。
根據(jù)現(xiàn)場調查結果,受火部分嚴重的部分為一層和三層中間框架。圖4給出了結構主要受火位置及受影響構件情況。
2.2.2 構件抗震驗算
采用中國建筑科學研究院PK-PM計算軟件(相關參數(shù)進行折減,折減系數(shù)參照CECS252:2009附錄[22])對生產(chǎn)車間遭遇火災的結構構件進行計算分析可知:①經(jīng)計算該生產(chǎn)車間多數(shù)一層柱承載力不能滿足現(xiàn)行規(guī)范要求;②二層、三層少數(shù)柱承載力不能滿足規(guī)范要求;③多數(shù)二層樓面梁及部分三、四層樓面梁抗彎及抗剪承載力不能滿足現(xiàn)行規(guī)范要求;④多數(shù)二層樓面板及部分三、四層樓面板抗彎承載力不能滿足現(xiàn)行規(guī)范要求。
綠色柱表示兩面受火;粉色柱表示三面受火,粉色梁表示兩面受火;紅色柱表示四面受火;紅色梁表示三面受火;藍色梁、藍柱均為未受火情況圖4 火災下鋼筋混凝土框架結構模型Fig.4 Reinforced concrete frame structure model under fire
圖5給出了底層混凝土構件的驗算結果,結果表明:火災后RC框架中部分柱軸壓比超過規(guī)范限值,結構不安全,亟需加固處理。
根據(jù)上述鑒定報告等資料以及折減后驗算結果顯示:構件驗算中部分梁柱混凝土構件承載力不滿足規(guī)范要求,部分地震波作用下結構層間位移角超過《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)[23]的要求,結構塑性損傷嚴重。因此,采用綜合加固的方法來提高多層工業(yè)廠房整體抗震性能,具體如下。
(1)框架柱采用增大截面和外包角鋼的方法進行加固,以提升結構整體剛度和承載力。圖6(a)為框架柱的平面布置圖,其中柱截面分為400 mm×400 mm、300 mm×300 mm兩種尺寸。底層柱采用增大截面法,具體做法如圖6(b)所示,在原柱截面的基礎上每邊增加C40混凝土各80 mm,并在增加的截面處配12根φ20 mm的縱向鋼筋,以及箍筋φ8@100/200 mm。上部柱采用外包角鋼法,如圖6(c),即在框架柱截面角部外包4根寬75 mm,厚度為5 mm的等邊角鋼,并在角鋼處焊接箍板,其尺寸為 40×5@200/300 mm。
圖5 加固前一層混凝土構件驗算Fig.5 Checking calculation of reinforced concrete member of the first floor
圖6 框架柱加固方案Fig.6 Reinforcement scheme of frame column
(2)框架梁采用粘貼鋼板和粘貼碳纖維的方法進行綜合加固,以增強梁的承載和變形能力,樓面梁平面布置如圖7(a)所示。加固具體做法如下:對軸網(wǎng)編號為①~⑦間的梁采用JGL1加固方法,對高為h,寬為b的梁,采用粘貼鋼板法[圖7(b)],即在梁底通長粘貼寬度為250 mm,厚度為4 mm的鋼板,并粘貼上間距為400 mm的鋼板U形箍,同時在梁側面設置用于構造的碳纖維布壓條。對軸網(wǎng)編號為A~G間的梁JGL2加固方法,采用粘貼碳纖維材料的加固方法[圖7(c)],其中碳纖維布規(guī)格為200 g/m2,將 250 mm寬的碳纖維布粘貼于梁底面,并粘貼上200 mm寬、間距為400 mm的碳纖維布U形箍,最后同樣在梁側面設置用以構造的碳纖維布壓條兩條,其中,壓條寬度為100 mm。
圖7 樓面梁加固方案Fig.7 Floor beam reinforcement scheme
加固后,結構底層驗算結果如圖8所示,由圖8可知,加固后框架柱的軸壓比顯著減小,表明加固后結構延性有效增強,同時與加固前相比框架梁的性能也有明顯提升。因此,在構件層面,綜合加固法有效提升了結構的承載能力及抗震性能。
如圖9所示,分別利用商用有限元軟件ETABS和開源軟件OpenSees建立了結構三維有限元模型。其中梁和柱采用基于纖維模型的非線性梁單元建模,其中鋼筋采用Steel01材料本構,混凝土均采用Concrete02材料本構,碳纖維布采用彈性模量為2.4×105MPa的彈性材料進行模擬。不同狀態(tài)結構的單元纖維劃分、材料特性選取參見第1節(jié)。
圖8 加固后一層混凝土構件驗算Fig.8 Checking calculation of reinforced concrete members on the first floor
圖9 結構有限元模型Fig.9 Structural finite element model
分別對火災前、火災后和加固后三種狀態(tài)下的結構進行動力特性分析,得到各種狀態(tài)下的結構前3階自振周期如表1和圖10所示,對比可知:火災前結構模型的前3階自振周期和江蘇省建筑科學研究院提供的PKPM模型相近,最大周期僅相差0.57%,表明所建立的有限元模型具有較高的準確性;火災后結構自振周期相比于火災前明顯增大,表明在結構質量沒有明顯變化的情況下,火災后材料彈性模量降低,結構整體剛度隨之減小;加固后,部分采用增大截面法加固的框架柱剛度顯著增加,導致結構整體剛度增大,自振周期減小。
表1 結構前三階模態(tài)Table 1 First three modes of the structure
圖10 結構前3階振型Fig.10 First three vibration modes of the structure
近年來,已有研究表明部分近場地震具有方向性和速度脈沖等特性,會對結構產(chǎn)生較為嚴重的速度和位移沖擊[19,24-26],從而導致結構抗震性能的降低。因此,為對比不同地震動特性下結構的抗震性能變化,分別選取3條遠場地震波和3條近場地震波進行動力時程分析。選取近場地震波遵循以下條件[27]:震中距小于20 km;震級5.5級以上;加速度峰值大于0.1g(g為重力加速度);峰值速度(PGV)與峰值加速度(PGA)之比大于0.2。
選取的兩條地震動記錄如圖11(a)、圖11(b)所示,各條地震波的反應譜曲線的動力系數(shù)β和周期T如圖11(c)所示。
圖11 時程分析地震波Fig.11 Time history analysis seismic wave
4.2.1 基底剪力
將6條地震波調幅至18 cm/s2進行多遇地震作用下的彈性時程分析,并將基底剪力結果與反應譜法計算結果進行對比,如表2所示,對比可知:①結構X、Y向基底剪力在相同工況下較為接近,滿足由于結構各樓層雙向剛度和質量源接近的情況下,整體結構在彈性狀態(tài)下X、Y向動力特性相近的情況;②時程分析法得到的各地震波作用下的基底剪力能夠滿足規(guī)范要求,即每條時程曲線所得底部剪力不小于反應譜法結果的65%和多條時程曲線平均結果不應小于反應譜法結果的80%的要求[28-29];近場工況下結構的基底剪力都要大于遠場工況下的計算結果。
表2 多遇地震作用下的基底剪力Table 2 Base shear force under frequent earthquakes
4.2.2 結構位移響應
圖12給出了Y向多遇地震作用下的結構位移響應,由圖12(a)可見:①多遇地震作用下火災前、后結構層間位移角最大值出現(xiàn)于底層,且均小于規(guī)范限值;②火災后層間位移角較火災前明顯增大,且對受火嚴重的1、3層增加幅度相對較大,1層層間位移遠場和近場地震作用下分別增大34.0%和43.5%,可見由火災引起的結構整體剛度降低不容忽視;③加固后,底層柱截面增大,導致底層剛度明顯增加,因此底層層間位移角減小顯著,而上部柱采用外包角鋼法,剛度增加有限,層間位移角降低幅度相對較小,此時結構薄弱層轉移到第2層。進一步給出底層層間位移-剪力曲線如圖12(b)所示,可見在多遇地震作用下,結構處于彈性狀態(tài),剛度退化不明顯,但火災后剛度較火災前小,加固后剛度又有較大增加。
將6條地震波調幅至50 cm/s2進行設防地震作用下的彈塑性時程分析。圖13給出了Y向設防地震作用下整體結構的位移響應,由圖13(a)可知:①整體結構在設防地震作用下,層間位移角分布規(guī)律與多遇地震作用下相近,但火災后底層(薄弱層)層間位移角已超過限值,表明結構底層剛度較小,在地震波作用下塑性損傷嚴重;②加固后,結構在近場地震作用下底層的層間位移角較加固前降低了84.1%。圖13(b)給出了底層層間位移-剪力曲線,可知火災前后結構在設防地震作用下都進入了塑性,并且在火災影響下結構的剛度有明顯的退化;同時,火災后由于構件性能的下降,較火災前結構提前進入塑性,造成結構損傷;加固后,結構底層在設防地震下能夠保持彈性。
圖14為Y向設防地震作用下結構的頂點位移曲線,由圖14可知:①在相同的地震動強度下,火災后的結構頂點位移峰值大于火災前;②加固后近場地震工況的頂點位移峰值較火災后降低64.18%,大于遠場地震工況的35.8%;③由于結構自振周期不同,結構振動響應的相位略有差異。
圖12 Y向多遇地震作用下結構位移響應Fig.12 Structural displacement response under the action of frequent Y-direction earthquake
圖13 Y向設防地震作用下結構位移響應Fig.13 Displacement response of structure under fortification earthquake in Y direction
圖14 Y向設防地震作用下的結構頂點位移曲線Fig.14 Displacement curve of structure apex under fortification earthquake in Y direction
將地震波調幅至125 cm/s2進行罕遇地震作用下的彈塑性時程分析。圖15為Y向罕遇地震作用下的結構位移響應,由圖15可知:①火災后,結構層間位移角有所增大,但增加幅度相對于多遇和設防地震作用時較小,在個別地震波作用下,底層結構層間位移角超過規(guī)范限值;②火災對受火樓層的結構抗側和承載能力影響較大,因此無論多遇、設防還是罕遇地震作用下,結構受火嚴重的底層層間位移角變化都較大;③受火層層間位移角在加固后顯著減小,層間位移角平均值在遠場和近場工況下分別減小了32.6%和115.7%;④頂部層間位移角在火災前、后變化不大,在罕遇地震作用下最大僅減少了0.03%。,由結構底層層間位移-剪力曲線[圖15(b)]可知,火災前、后結構底層在罕遇地震作用下滯回效果明顯均較大程度地進入了塑性,而加固后結構剛度恢復明顯,進入塑性程度顯著降低,從而有效降低了結構的損傷。
圖16給出了罕遇地震作用下結構Y向頂點位移曲線,由圖可知,結構火災前、后的頂點位移變化較??;加固后,近場地震作用下的頂點位移峰值較火災前減小51.2%,大于遠場地震作用下的30.7%,表明加固效果在近場階段更加明顯。由于加固后結構進入塑性程度較低,因此加固后的結構頂點位移曲線與火災前和火災后的曲線相位角差異更加顯著。
圖15 Y向罕遇地震作用下結構位移響應Fig.15 Displacement response of structure under rare earthquake in Y direction
圖16 Y向設防地震作用下的結構頂點位移曲線Fig.16 Displacement curve of structure apex under fortification earthquake in Y direction
圍繞多層工業(yè)廠房火災后加固設計與抗震性能分析展開研究,建立了火災后多層RC框架抗震性能分析方法,介紹了火災后某多層工業(yè)廠房安全評估與加固設計,進而開展了不同地震動特性下的多層工業(yè)廠房火災前、火災后和加固后三種狀態(tài)下的抗震性能對比分析,得出主要結論如下。
(1)火災持續(xù)3 h后,該多層工業(yè)廠房結構受到一定程度的損傷,部分框架梁、柱無法滿足結構承載力安全要求;綜合采用增大截面法、外包鋼板和粘貼碳纖維加固措施,有效提升了結構的安全性能,具有相對具體的工程參考價值。
(2)高溫后構件力學性能的退化能夠顯著影響整體結構的抗震性能,火災后結構的層間位移角和頂點位移等結構性能指標均有不同程度的增加,火災后多遇、罕遇地震下結構底層層間位移角已接近限值,設防地震下更是超過限值,對受火樓層與層間位移角的關系提出了較為客觀的定性評價。
(3)加固后,結構整體抗震性能顯著提升,層間位移角平均值在近場工況下最大減小了84.1%;且近場地震作用下結構的加固效果大于遠場地震。
(4)在本文工程案例中,近場地震工況下底部層間位移角在多遇、設防和罕遇地震作用下分別為遠場地震工況的1.7、2.0、2.7倍,火災后由于構件被削弱,層間位移角更是達到了1.9、2.2、2.8倍。由此,對于火災后結構開展抗震加固設計時需注意到部分近場地震作用對整體結構產(chǎn)生的位移與速度影響。研究結果可為多層工業(yè)廠房火災后的加固方法以及抗震性能評估提供參考。