王文達(dá)，陳潤亭

(1. 蘭州理工大學(xué)土木工程學(xué)院，蘭州 730050；2. 蘭州理工大學(xué)甘肅省土木工程防災(zāi)減災(zāi)重點實驗室，蘭州 730050)

震后火災(zāi)是人類面臨最常見的次生災(zāi)害之一。根據(jù)以往國內(nèi)外的震害數(shù)據(jù)，地震次生火災(zāi)造成的損失甚至比地震本身及普通火災(zāi)本身造成的損失更嚴(yán)重，因此結(jié)構(gòu)震后耐火性能引起了結(jié)構(gòu)工程師的廣泛關(guān)注。目前，Zaharia 等[1]對抗彎鋼框架進(jìn)行了震后火分析。結(jié)果表明：框架耐火極限隨著地震損傷程度加大逐漸減小。Ronagh 等[2]對鋼筋混凝土門式框架進(jìn)行了震后火災(zāi)作用下的數(shù)值模擬。結(jié)果表明：隨著地震損傷程度加重，門式框架耐火極限越來越低。Song 等[3]進(jìn)行了兩組壁厚不同的焊接工字鋼梁-方鋼管柱節(jié)點在不同地震損傷程度下的火災(zāi)試驗。結(jié)果表明：經(jīng)歷嚴(yán)重?fù)p傷的節(jié)點耐火性能明顯降低。Suwondo 等[4]對遭受地震作用后的復(fù)合樓板進(jìn)行了耐火性能研究。結(jié)果表明：防火絕緣材料的分層顯著地減小了混凝土樓板張拉薄膜效應(yīng)的發(fā)展，通過增加樓板厚度以及混凝土防火保護(hù)等級可以增強樓板的耐火性能。Talebi等[5]對鋼管混凝土柱在地震后火災(zāi)作用下的性能進(jìn)行了有限元分析。結(jié)果表明：在柱中間形成的地震損傷對構(gòu)件耐火性能影響較大。Vitorino等[6]利用數(shù)值分析方法對震損后的鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)進(jìn)行了熱分析和力學(xué)分析。結(jié)果表明：地震對鋼筋混凝土框架的破壞降低了框架的耐火性能。Zhou 等[7]運用有限元分析方法對有防火保護(hù)的鋼框架結(jié)構(gòu)在中強度地震作用下的剩余抗火能力進(jìn)行了分析。熱-力分析結(jié)果表明：地震后防火保護(hù)的損傷可導(dǎo)致結(jié)構(gòu)防火性能顯著降低。上述研究對象主要有鋼框架、鋼筋混凝土框架、鋼管混凝土柱及純鋼結(jié)構(gòu)節(jié)點等，對組合梁節(jié)點研究較少，尤其是考慮地震對防火保護(hù)層脫落影響的方鋼管混凝土柱-外環(huán)板式組合梁節(jié)點，因此有必要對該類節(jié)點的震后耐火性能開展研究。

本文在合理考慮地震對防火保護(hù)層脫落影響的基礎(chǔ)上，利用ABAQUS 建立了節(jié)點在不同震損程度后的耐火性能有限元模型，研究其先后經(jīng)歷柱端往復(fù)荷載作用和升溫作用下的力學(xué)性能，分析前期損傷及三種不同受火工況對該類節(jié)點耐火性能的影響。

1 節(jié)點設(shè)計

為了與已有節(jié)點火災(zāi)試驗進(jìn)行類比，火災(zāi)典型算例設(shè)計參考《鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范》(DB50936?2014)[8]及文獻(xiàn)[9]設(shè)計了方鋼管混凝土柱-外環(huán)板式組合梁節(jié)點CFSTEFJ-1 的計算模型。文獻(xiàn)[9]設(shè)計火災(zāi)試驗試件時根據(jù)爐膛大小設(shè)計了鋼筋混凝土樓板尺寸，爐膛外的節(jié)點鋼梁上沒有樓板，如圖1 所示為CFSTEFJ-1 節(jié)點幾何尺寸及構(gòu)造。節(jié)點方柱尺寸為□300 mm×300 mm×5 mm，鋼梁尺寸為260 mm×120 mm×9.1 mm×9.1 mm，梁柱跨度為5600 mm×3750 mm；樓板尺寸為2400 mm×1000 mm ×100 mm，樓板內(nèi)采用單排φ7 mm×70 mm尺寸的栓釘，栓釘間距為75 mm，樓板內(nèi)雙層配置直徑為8 mm 的鋼筋，沿樓板長度方向及寬度方向的間距均為140 mm，上下層鋼筋網(wǎng)的間距為40 mm。節(jié)點各部件的材料屬性參考文獻(xiàn)[9]，具體如表1 所示。

2 數(shù)值模型建立

方鋼管混凝土柱-外環(huán)板式組合梁節(jié)點震后耐火極限模型創(chuàng)建共分三個步驟：1)建立組合梁節(jié)點經(jīng)歷柱端循環(huán)往復(fù)荷載作用的有限元模型；2)建立組合梁節(jié)點在溫度場下的有限元模型，本文溫度場建?？紤]滯回?fù)p傷和變形對防火保護(hù)層脫落的影響；3)運用ABAQUS 中的數(shù)據(jù)傳遞功能，在熱力學(xué)場模型中的預(yù)定義場管理器中創(chuàng)建3 個預(yù)定義場，在預(yù)定義場1 中將滯回模型算出的文件導(dǎo)入作為節(jié)點耐火極限計算的初始狀態(tài)。在預(yù)定義場2 中，設(shè)置整個節(jié)點處于室溫。在預(yù)定義場3 中，將溫度場算得的odb 文件導(dǎo)入，對節(jié)點進(jìn)行升溫。

2.1 材料本構(gòu)關(guān)系模型

混凝土滯回計算采用ABAQUS 中的塑性損傷模型，在循環(huán)往復(fù)荷載作用下的受壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線選用文獻(xiàn)[10]建議的表達(dá)式，如下式所示：

圖1 節(jié)點CFSTEFJ-1 幾何尺寸及構(gòu)造 /mm Fig.1 Geometric dimension and configuration of joint CFSTEFJ-1

在循環(huán)往復(fù)荷載作用下的受拉應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線選用文獻(xiàn)[11]建議的表達(dá)式，如下式所示：

損傷因子選用文獻(xiàn)[12]給出的計算公式，見式(3)～式(4)：

本文溫度場計算采用文獻(xiàn)[13]建議的鋼材和混凝土熱工性能表達(dá)式?；炷恋膶?dǎo)熱系數(shù)(λc)

表達(dá)式、比熱(Cc)表達(dá)式分別見式(5)～式(6)，混凝土的容重取為：ρc=2400 kg/m3。

混凝土在高溫下的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系模型選用文獻(xiàn)[13]給出的核心混凝土高溫本構(gòu)模型。鋼材在往復(fù)荷載作用下的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系選用ABAQUS中的雙折線隨動強化模型。

鋼材的導(dǎo)熱系數(shù)(λs)表達(dá)式、比熱(Cs)表達(dá)式分別見式(7)～式(8)，鋼材的容重取為：ρs=7850 kg/m3。

而高溫下的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系模型選用文獻(xiàn)[13]提出的模型，表達(dá)式如下：

表1 試件主要參數(shù)Table 1 Main parameters of specimens

2.2 典型算例網(wǎng)格劃分、單元類型及邊界條件

為保證同一節(jié)點滯回模型、溫度場模型、熱力學(xué)場模型的網(wǎng)格對應(yīng)以便數(shù)據(jù)的正確讀入，三類模型網(wǎng)格劃分必須一致。如圖2 所示為節(jié)點網(wǎng)格劃分及滯回計算邊界條件。圖2(a)為組合梁節(jié)點的網(wǎng)格劃分圖，在劃分網(wǎng)格時需要注意的是相接觸部件的網(wǎng)格劃分盡量保持一致。在滯回模型中，鋼管、混凝土、螺栓、栓釘、連接板均采用縮減積分格式的八節(jié)點三維實體單元C3D8R，鋼筋選用桁架單元。在各部件之間的接觸中，栓釘與鋼梁為綁定，栓釘與樓板為嵌入，樓板與鋼梁為面面接觸，鋼筋與樓板為嵌入，樓板與鋼管為面面接觸。鋼管和混凝土之間采用面面接觸，鋼管為主面，混凝土為從面，法向采用“Hard”接觸模型，切向采用庫倫摩擦模型，摩擦系數(shù)取0.6[14]；螺栓與鋼材以及鋼材與鋼材之間的界面接觸也采用面面接觸來實現(xiàn)，摩擦系數(shù)取0.45[15]。圖2(b)為節(jié)點滯回計算的邊界條件。滯回計算共分兩步：第一步在柱頂蓋板中心的耦合點處施加軸向壓力；第二步在柱頂?shù)纳w板處施加x 方向的往復(fù)位移，模擬柱端的水平往復(fù)作用。溫度場模型的單元類型均選用Heat Transfer 單元，無需設(shè)置邊界條件，將滯回模型中的所有面面接觸改為綁定接觸。熱力學(xué)場模型的單元類型及接觸類型與滯回模型一致，震后火計算共分兩步：第一步在柱頂蓋板中心的耦合點處施加軸力；第二步傳遞第一步的柱頂軸力并在梁端施加集中力且在預(yù)定義場中將溫度場算出的ODB 文件導(dǎo)入。

圖2 節(jié)點網(wǎng)格劃分及滯回計算邊界條件Fig.2 Meshing of joint and boundary conditions of hysteretic numerical simulation

2.3 典型算例三種受火工況

如圖3 所示為節(jié)點的三種受火工況。圖3(a)為受火工況1，即：樓板下翼緣以下區(qū)域受火；圖3(b)為受火工況2，即：樓板上翼緣以上區(qū)域受火；圖3(c)為受火工況3，即：樓板上翼緣以上區(qū)域及樓板下翼緣以下區(qū)域均受火。

圖3 節(jié)點CFSTEFJ-1 的三種受火工況Fig.3 Three fire cases of joint CFSTEFJ-1

2.4 損傷指數(shù)的選取

合理定義損傷指數(shù)D 是評估地震造成結(jié)構(gòu)損傷的可靠依據(jù)，文獻(xiàn)[16]基于Park-Ang 提出的以超越位移和累積滯回耗能為參數(shù)的地震損傷模型，通過對試驗數(shù)據(jù)的回歸分析得到了適用于方鋼管混凝土柱損傷因子的計算公式，由于本文是對節(jié)點柱頂施加循環(huán)往復(fù)荷載以實現(xiàn)地震損傷，水平荷載主要由柱承擔(dān)，因此節(jié)點CFSTEFJ-1 可以采用文獻(xiàn)[16]提出的公式來近似計算損傷指數(shù)，公式如下：

式中：δm為構(gòu)件在地震作用下的最大變形；δu為構(gòu)件在單調(diào)加載時的極限位移；dE為構(gòu)件在地震作用下的累積滯回耗能；Py為構(gòu)件的屈服力；β 為耗能因子，取0.042；

3 模型驗證

3.1 滯回試驗數(shù)值模擬

采用上述建模方法對文獻(xiàn)[17]中方鋼管混凝土柱-鋼梁外環(huán)板式框架中節(jié)點SJ-21 的滯回試驗進(jìn)行數(shù)值模擬。節(jié)點柱截面尺寸為120 mm×3.46 mm，鋼梁尺寸為160 mm×80 mm×3.53 mm×3.53 mm，梁柱跨度為1500 mm×1050 mm，軸壓比為0.04。試驗時在節(jié)點柱頂施加恒定的軸力，并在柱頂施加水平低周往復(fù)荷載，節(jié)點柱上、下端及左、右梁的邊界條件均為鉸接。試件SJ-21 有限元模型與試驗破壞形態(tài)對比見圖4。試驗實測結(jié)果與有限元計算的荷載-位移關(guān)系曲線對比見圖5。如圖4 所示：試件SJ-21 有限元模型外環(huán)板區(qū)域發(fā)生了較明顯變形，梁端翼緣與腹板鼓曲(虛線圈出)明顯，與試驗破壞形態(tài)一致。如圖5 所示：有限元計算節(jié)點的前期剛度、承載力、耗能能力均與試驗結(jié)果吻合較好。綜合圖4、圖5 對比，驗證了本文建模方法的正確性。

圖4 試驗與模擬破壞形態(tài)對比Fig.4 Comparison between experimental and simulated failure modes

圖5 荷載-位移關(guān)系曲線計算結(jié)果與實測結(jié)果對比Fig.5 Comparison between simulated and experimental results

3.2 火災(zāi)試驗數(shù)值模擬

采用上述建模方法對文獻(xiàn)[9]中的方鋼管混凝土柱-外環(huán)板式組合梁節(jié)點JL2 的耐火試驗進(jìn)行有限元模擬，JL2 為局部區(qū)域受火(樓板下翼緣以下區(qū)域受火)。柱截面尺寸為300 mm×5 mm，樓板尺寸為2400 mm×1000 mm×100 mm，鋼梁尺寸為260 mm×120 mm×9.1 mm×9.1 mm，梁柱跨度為5600 mm×3750 mm，梁柱線剛度比為0.3，柱端火災(zāi)荷載比為0.4，梁端火災(zāi)荷載比為0.1。試驗之前，用起重機將節(jié)點傳送到爐內(nèi)，將方鋼管混凝土柱的兩端安裝在定向鉸支座上。試驗時，柱的上下端均為鉸接，并在柱頂有一個恒定的軸向壓力，梁端作用恒定的豎向力。實測結(jié)果與有限元計算的位移-時間關(guān)系曲線對比見圖6。如圖6 所示：本文計算值、文獻(xiàn)[9]計算值與試驗實測值三者誤差在合理范圍內(nèi)，驗證了本文建模方法的正確性。

3.3 震后火試驗數(shù)值模擬

采用上述建模方法對文獻(xiàn)[3]中直接焊接工字鋼梁-方鋼管節(jié)點CWH5EF22 的震后火試驗進(jìn)行有限元模擬。節(jié)點柱截面尺寸為200 mm×4.76 mm，鋼梁尺寸為131.6 mm×203 mm×5.14 mm×6.64 mm。節(jié)點命名中“EF”代表先滯回后受火，“EF”后面的數(shù)字代表試驗升溫前滯回加載的圈數(shù)。柱端底部的自由度全部約束，在柱端頂部只放開軸向自由度并施加50 kN 的恒定軸向力，升溫試驗中在梁端荷載加載點處施加恒定荷載。文獻(xiàn)中的損傷指數(shù)由Park-Ang 公式計算得到，節(jié)點CWH5EF22的損傷指數(shù)為0.05。梁端豎向位移以向下為正，在位移-時間關(guān)系曲線中t=0 s 時對應(yīng)的初始位移為升溫前節(jié)點梁端恒載施加后的初始位移，可以看出前期滯回?fù)p傷削弱了節(jié)點剛度。試件CWH5EF22有限元模型與試驗破壞形態(tài)對比見圖7。試驗實測結(jié)果與有限元計算的位移-時間關(guān)系曲線對比見圖8。如圖7 所示：試件CWH5EF22 有限元模型與試驗破壞位置均為與鋼梁上翼緣接觸的鋼管處發(fā)生明顯的鼓曲。如圖8 所示：有限元計算與試驗實測結(jié)果吻合較好。綜合圖7、圖8 對比，驗證了本文建模方法的正確性。

圖6 位移-耐火極限關(guān)系曲線計算結(jié)果與實測結(jié)果對比Fig.6 Comparison between simulated and experimental results

4 往復(fù)荷載作用下的損傷機理

4.1 單調(diào)計算、損傷因子及滯回曲線

如圖9(a)所示為節(jié)點CFSTEFJ-1 在軸壓比n為0.6 情況下的單調(diào)曲線圖，經(jīng)過幾何作圖法計算得出：屈服位移(Δy)為34 mm，屈服荷載(Py)為90 kN，極限位移(Δu)為73.2 mm。經(jīng)計算得出n=0.6 時節(jié)點在不同位移時的損傷因子值如表2所示。

圖7 試件CWH5EF22 試驗與模擬破壞形態(tài)對比Fig.7 Comparison between experimental and simulated failure modes

圖8 位移-時間關(guān)系曲線計算結(jié)果與實測結(jié)果對比Fig.8 Comparison between simulated and experimental results

如圖9(b)為節(jié)點在n=0.6 時的滯回曲線圖。加載制度參考ATC-24[18]，從圖中可以看出節(jié)點耗能及損傷因子均隨著水平加載位移的增大而增大。

4.2 鋼管應(yīng)力與變形

如圖10 所示為軸壓比為0.6 時，節(jié)點在不同程度損傷情況下，加載位移沿x 軸正向及負(fù)向時的鋼管應(yīng)力云圖。由圖所示：當(dāng)D 為0.206 及0.322時，鋼管應(yīng)力最大值為400 MPa 左右，D 為0.523時，最大值增長到500 MPa 左右，D 為0.867 時，最大值增長到550 MPa 左右。根據(jù)網(wǎng)格劃分尺寸算得鋼管應(yīng)力最大處及變形最大處出現(xiàn)在上柱部分區(qū)域(柱頂向下650 mm 范圍內(nèi))及下柱部分區(qū)域(鋼梁下翼緣以下區(qū)域600 mm 范圍內(nèi))。

5 節(jié)點溫度場分析

本文參考《建筑設(shè)計防火規(guī)范》(GB50016?2014)[19]，選取鋼管混凝土柱的防火保護(hù)層厚度為10 mm，鋼梁防火保護(hù)層厚度為15 mm。節(jié)點升溫參照ISO-834[20 ? 22]標(biāo)準(zhǔn)火災(zāi)升溫曲線進(jìn)行升溫。由于對節(jié)點進(jìn)行柱端往復(fù)荷載的滯回計算，因此本文溫度場分析僅考慮柱的防火層是否脫落兩種情況，暫不考慮梁防火層的脫落。情況1：未考慮前期滯回導(dǎo)致防火層脫落；情況2：參考4.3 節(jié)所述兩處應(yīng)力最大及變形最大處，考慮這兩處的保護(hù)層均勻脫落。脫落程度具體大小由損傷因子確定，當(dāng)D=0 時，柱的防火層厚度為10 mm；當(dāng)D=0.206 時，柱的防火層厚度為7.94 mm；當(dāng)D=0.322時，柱的防火層厚度為6.78 mm；當(dāng)D=0.523 時，柱的防火層厚度為4.77 mm；當(dāng)D=0.867 時，柱的防火層厚度為1.33 mm。選取節(jié)點在受火工況1 下的溫度場分布進(jìn)行分析，溫度云圖如圖11 所示。防火涂料的基本熱工參數(shù)見文獻(xiàn)[10]：密度為400 kg/m3,導(dǎo)熱系數(shù)為0.097W/(m·K)，比熱為1047 J/(kg·K)。

圖9 節(jié)點曲線圖Fig.9 Curve of joint

表2 節(jié)點損傷因子Table 2 Damage factors of joint

5.1 未考慮柱防火層脫落

如圖11 所示為未考慮柱防火層脫落的節(jié)點在工況1(樓板下翼緣以下區(qū)域受火)的情況下隨著升溫時間的不斷增長，各部件的溫度云圖。由圖11(a)可見，受火區(qū)域柱混凝土外表面隨著升溫時間由20 min 增長到100 min，溫度由135 ℃上升到476 ℃，由于與鋼梁及混凝土樓板相接觸的緣故，節(jié)點核心區(qū)域柱(虛線圈出)的溫度值比非核心區(qū)域柱的溫度值更高；由圖11(b)可見，受火區(qū)域樓板混凝土的最高溫度隨著升溫時間由20 min 增長到100 min，溫度由509 ℃上升到970 ℃，且由于栓釘?shù)挠绊?，溫度場分布呈現(xiàn)波浪形；由圖11(c)可見，隨著升溫時間由20 min 增長到100 min，栓釘最高溫度由156 ℃上升到630 ℃，且栓釘由底部至頂部的溫度梯度較明顯，且靠近節(jié)點核心區(qū)域的栓釘較遠(yuǎn)處的栓釘溫度更高；由圖11(d)可見，鋼筋最高溫度由116 ℃上升到515 ℃，由于溫度由下向上傳遞，因此上層鋼筋網(wǎng)溫度低于下層鋼筋網(wǎng)溫度。

圖10 節(jié)點在不同損傷程度下的鋼管應(yīng)力云圖 /MPaFig.10 Stress nephograms of steel tube under different damage degrees

圖11 節(jié)點各部件在受火工況1 下的溫度云圖 /(℃) Fig.11 Temperature nephograms of components of joint under fire condition one

5.2 考慮柱防火層脫落

如圖12 所示為考慮柱防火層脫落的節(jié)點在受火工況1 且受火時間為30 min 的情況下，達(dá)到不同損傷程度時對應(yīng)的溫度云圖。下柱防火層脫落區(qū)域的鋼管溫度值隨著損傷程度的不斷加重越來越高，由D=0.206 時的100 ℃左右上升到D=0.867時的400 ℃左右。與受火工況1 相比，節(jié)點在受火工況2 下的上柱柱頂防火層脫落區(qū)域及受火工況3 上下柱兩處防火層脫落區(qū)域溫度值均隨著損傷程度的不斷加重明顯提高。綜合可見：防火保護(hù)層脫落對柱溫度場的影響較大。

圖12 節(jié)點在受火工況1 下的溫度云圖 /(℃) Fig.12 Temperature nephograms of joint under fire condition one

6 震后火作用下的節(jié)點破壞模態(tài)

6.1 未考慮柱防火層脫落

如圖13 所示，在柱端火災(zāi)荷載比為0.6、梁端火災(zāi)荷載比為0.6 時，未考慮防火層脫落的節(jié)點分別在有無損傷及不同受火工況下達(dá)到耐火極限時的破壞模態(tài)。在節(jié)點有損情況下，選取損傷因子為0.322 及0.523 時進(jìn)行計算。當(dāng)柱端火災(zāi)荷載比為0.6 時，相對于梁端荷載，柱端荷載起控制作用，因此節(jié)點破壞模態(tài)均為柱的壓彎破壞。

圖13 未考慮防火層脫落的節(jié)點在三種受火工況下的破壞模態(tài)Fig.13 Failure modes of joints without fire layer falling off under three fire conditions

由圖13(a)可見，在受火工況1 的情況下，當(dāng)無損節(jié)點達(dá)到耐火極限時為節(jié)點“十”字形核心區(qū)域柱的壓彎破壞；隨著損傷因子達(dá)到0.322 時，節(jié)點發(fā)生下柱的壓彎破壞，這是由于前期滯回作用導(dǎo)致下柱不斷受損的緣故；當(dāng)損傷因子達(dá)到0.523時，節(jié)點發(fā)生下柱彎曲的同時伴隨著柱頂?shù)墓那茐?，這是因為隨著損傷因子不斷增大，柱頂損傷程度不斷加重的緣故。

由圖13(b)可見，在受火工況2 的情況下，由于樓板上翼緣以上區(qū)域受火的緣故，無損節(jié)點及損傷因子為0.322 的節(jié)點達(dá)到耐火極限時的破壞模態(tài)均為上柱中間位置的壓彎破壞；當(dāng)損傷因子達(dá)到0.523 時，節(jié)點柱頂發(fā)生鼓曲破壞，可見隨著損傷程度的不斷加重，節(jié)點柱頂在火災(zāi)作用下變得更加脆弱。

由圖13(c)可見，在受火工況3 的情況下，無損節(jié)點破壞模態(tài)同樣為上柱壓彎破壞。與無損節(jié)點在工況2 下的破壞模態(tài)相比，彎曲位置有所下移，這是由于節(jié)點上下柱均受火的緣故；當(dāng)損傷因子達(dá)到0.322 時，節(jié)點破壞模態(tài)為柱的輕微彎曲且伴隨柱頂輕微鼓曲；隨著損傷因子達(dá)到0.523時，節(jié)點破壞模態(tài)為柱頂壓彎破壞?？梢娫谌质芑鸸r下，相比于節(jié)點下柱的損傷，柱頂損傷在溫度作用下更加敏感。

綜合圖13(a)～圖13(c)可見，不同損傷程度及不同受火工況對節(jié)點破壞模態(tài)均影響顯著。

6.2 考慮柱防火層脫落

如圖14 所示，在柱端火災(zāi)荷載比為0.6、梁端火災(zāi)荷載比為0.6 時，考慮防火層脫落的節(jié)點在損傷因子為0.523 及不同受火工況下達(dá)到耐火極限時的破壞模態(tài)。由圖可見，當(dāng)D=0.523 時，節(jié)點破壞模態(tài)與未考慮防火層脫落的節(jié)點破壞模態(tài)一致。由此可見防火層脫落對節(jié)點破壞模態(tài)沒有顯著影響。

圖14 考慮防火層脫落的節(jié)點在三種受火工況下的破壞模態(tài)Fig.14 Failure modes of joints with fire layer falling off under three fire conditions

7 節(jié)點位移-耐火極限關(guān)系曲線

7.1 損傷程度對位移-耐火極限關(guān)系曲線的影響

如圖15 所示為未考慮防火層脫落的節(jié)點在三種受火工況下，損傷程度對位移-耐火極限關(guān)系曲線的影響圖。由于三種工況下的節(jié)點破壞模態(tài)均為柱子的壓彎破壞，鋼梁沒有發(fā)生受彎破壞，因此在每種工況下，不同損傷因子對應(yīng)的位移-時間關(guān)系曲線的變化趨勢一致。由圖15 可見：三種受火工況下的軸向位移均在受火初期為正值，這是由于材料熱膨脹的緣故，隨著受火時間的增長，軸向位移在柱端荷載的作用下不斷減小為負(fù)值，直至柱子發(fā)生壓彎破壞，曲線突降；受火工況1 情況下的梁端豎向位移-時間曲線在受火初期為正值，這是由于樓板下翼緣以下區(qū)域受火，鋼梁受熱膨脹的緣故。隨著柱的壓彎破壞，左梁突升，右梁突降。受火工況2 及工況3 情況下的梁端豎向位移在受火初期并沒有發(fā)生膨脹，這是由于受火工況2 情況下鋼梁并沒有直接受火，而在工況三情況下由于節(jié)點全局受火，樓板上下溫度相抵消的緣故；在受火工況2 且節(jié)點損傷因子為0.523 及受火工況三且節(jié)點損傷因子為0.322 及0.867時的曲線并沒有發(fā)生突降或突升，這是由于在高溫軸壓作用下的受損柱頂發(fā)生鼓曲破壞的緣故。鑒于防火層脫落對節(jié)點破壞模態(tài)沒有顯著影響，因此對考慮防火層脫落的節(jié)點位移-耐火極限關(guān)系曲線不再一一討論。

圖15 未考慮防火層脫落的節(jié)點在三種受火工況下的位移-時間關(guān)系曲線Fig.15 Displacement-time curves of the joints without fire layer falling off under three fire conditions

7.2 不同工況下的位移-耐火極限關(guān)系曲線對比

如圖16 所示為柱端火災(zāi)荷載比為0.6、梁端火災(zāi)荷載比為0.6、損傷因子為0.523 且未考慮防火層脫落的節(jié)點在不同受火工況下的位移-耐火極限關(guān)系曲線對比圖。如圖16 所示：由于節(jié)點在不同工況下的受火面積不同，因此節(jié)點達(dá)到破壞時的耐火極限有較大差別，工況3 情況下的耐火極限最小，工況1 情況下的耐火極限最大。受火工況不僅對耐火極限的大小有顯著的影響，對位移-時間關(guān)系曲線的走勢同樣影響較大，在工況1 下節(jié)點達(dá)到耐火極限時的梁端位移-時間曲線與工況2、三情況下的曲線走勢相反，這是由于下柱彎曲導(dǎo)致左梁上翹、右梁下降而上柱彎曲導(dǎo)致左梁下降、右梁上翹的緣故。

圖16 節(jié)點在三種受火工況下的位移-耐火極限關(guān)系曲線對比圖Fig.16 Displacement-time curves of the joints under three fire conditions

7.3 耐火極限對比

如圖17 所示為節(jié)點在不同損傷程度下的耐火極限-損傷指數(shù)曲線對比圖及耐火極限折減率-損傷指數(shù)曲線對比圖。由圖17(a)可見：在工況1 的情況下，考慮節(jié)點防火保護(hù)層脫落與未考慮相比，隨著損傷指數(shù)的不斷增大，耐火極限差距越來越大；在工況2 的情況下，二者差距明顯小于受火工況1；在工況3 的情況下，未考慮脫落與考慮脫落的耐火極限幾乎沒有差別，可見樓板上下區(qū)域均受火時，防火層脫落對節(jié)點的耐火極限沒有顯著影響。由圖17(b)可見：當(dāng)D=0.867 時，未考慮防火層脫落的節(jié)點在三種工況下對應(yīng)的耐火極限折減率分別為0.588、0.317 及0.220，考慮防火層脫落的節(jié)點在三種工況下對應(yīng)的耐火極限折減率分別為0.283、0.169 及0.201?？梢娫谑芑鸸r1及工況2 的情況下，防火層脫落對重度損傷的節(jié)點耐火極限影響顯著。綜合兩圖可見：在三種受火工況下，是否考慮防火層脫落的節(jié)點耐火極限及耐火極限折減率均隨著損傷因子的增大而逐漸減小，工況1 的耐火極限整體高于工況2 及工況3，工況2 的耐火極限略高于工況3。

圖17 損傷程度對耐火極限的影響Fig.17 Influence of damage degree on fire resistance

8 結(jié)論

本文對震損后有無考慮柱防火保護(hù)層脫落的方鋼管混凝土柱-外環(huán)板式組合梁節(jié)點在不同受火工況下的耐火性能進(jìn)行了數(shù)值分析，初步可獲得以下結(jié)論：

(1)經(jīng)歷柱端往復(fù)荷載作用的節(jié)點隨著損傷程度的不斷加重，鋼管應(yīng)力最大值不斷增加且變形程度明顯增大。

(2)當(dāng)節(jié)點在樓板以下區(qū)域受火時，隨著受火時間的增長，栓釘由底部至頂部的溫度梯度較明顯，樓板混凝土由于栓釘?shù)挠绊懀瑴囟葓龇植汲尸F(xiàn)波浪形。

(3)不同損傷程度及不同受火工況對節(jié)點破壞模態(tài)均影響顯著，但有無考慮防火保護(hù)層脫落的節(jié)點在三種受火工況下的破壞模態(tài)沒有較大差別。

(4)在三種受火工況下，是否考慮防火層脫落的節(jié)點耐火極限及耐火極限折減率均隨著損傷因子的增大而逐漸減小

(5)在樓板以下區(qū)域受火及樓板以上區(qū)域受火兩種受火工況下，防火層脫落對重度損傷節(jié)點的耐火極限影響顯著。在樓板上下區(qū)域均受火的工況下，防火層脫落對節(jié)點的耐火極限沒有顯著影響。

(6)組合梁節(jié)點在柱端滯回過程中，上柱柱頂及下柱柱頂區(qū)域損傷嚴(yán)重，在進(jìn)行節(jié)點設(shè)計時，應(yīng)對兩處進(jìn)行加強，以此提高節(jié)點震后耐火極限。