預應力鋼梁在高溫（火災）環境下的力學特性分析

劉冬駿，周麗君，田 偉

（安徽建筑大學 土木學院，安徽 合肥 230601）

預應力鋼梁在高溫（火災）環境下的力學特性分析

劉冬駿，周麗君，田 偉

（安徽建筑大學 土木學院，安徽 合肥 230601）

隨著預應力鋼結構的廣泛應用其抗火性能的研究越發迫切，本文分析了高溫下鋼梁的預應力損失類型和大小，同時采用有限元分析軟件研究預應力鋼梁在高溫條件下一定時間內構件的溫度分布及其隨時間發展規律，并且在熱分析的基礎上對構件熱力效應分析，從而進一步探索預應力鋼梁在高溫條件下損傷機理.

預應力鋼梁；有限元分析；撓度；熱力效應

隨著工程技術進步和人們對工作及生活環境要求的提高，預應力鋼結構技術近年來得到了快速發展，它不但節省材料而且受力合理，故被廣泛應用于各類大跨度空間結構工程中，其中預應力鋼梁便是預應力鋼結構體系中一種最典型的構件形式[1～3].但眾所周知鋼材耐火性能差，高溫環境下其物理和力學性能會發生顯著改變，且預應力鋼結構多屬 無 粘 結 預 應 力 體 系[4]，鋼 索 得 不 到 充 分 保 護 ，故 正 常 工 作時蘊含龐大內部能量的預應力鋼粱一旦受到火災作用，很可 能 因 材 性 變 化 或 內 力 發 生 重 新 分 布 而 破 壞[5～7]，因 此 本 文對一種常用的預應力鋼梁進行了高溫下的數值模擬計算，希望為今后的結構設計提供一定參考

1 預應力鋼梁模型熱分析

本文模型選取拉索預應力鋼梁跨長 l=18m，A=212.4cm2（截面如圖 1，工況如圖 2 所示）,全粱按均布荷載分布，永久荷載為 qd=32kN/m，可變荷載為 q1=22kN/m，鋼材采用 Q235，采用 90 5 高強鋼絲，A3=17.64m2，f3=770MPa，E1=E2=2.07× 105MPa，實際預張力 xk=935kN，拉索中心到截面重心的距離e=81cm，錨具壓實總量 △a=2mm，不考慮超欠載系數，即 γT取 1.0，支承形式為一端固定一端鉸支.

受火工況：考慮在真實火災中，粱的上翼緣往往有樓板的覆蓋保護，通常情況下梁為三面受火，即底部翼緣和兩側腹板受到火作用，基于 ISO834 標準升溫曲線，受火時間為720S.進行熱力分析，可得到截面不同時刻溫度變化云圖，如圖3.

圖1 構件截面尺寸示意圖

圖2 構件工況示意圖

圖3 構件熱效應下節點溫度應力云圖

圖4 荷載作用下Y方向的位移云圖

2 預應力鋼梁模型的熱力耦合分析

2.1 建模過程中對預應力拉索的處理

對比拉索預應力鋼梁與非預應力鋼梁，前者優勢之處就在與通過拉索產生的預應力使結構發生了反向撓曲，更提高了構件的剛度以及對材料強度的利用率，本文在建模過程中對拉索采取等效荷載法處理，用一對等效荷載代替預應力拉索的作用，即預應力用理論推導得出的一對實際張拉控制力代替，采用此法的好處是在熱力效應分析階段對單元選取沒有制約，劃分網格也較為方便，更不用考慮拉索所處的詳細位置[8～9].

本例中等效力應為構件中實際作用的張拉張拉控制力，即

式中:N—實際張拉控制力；Xk—為實際張拉的控制內力；Xl—構件的預應力損失；xmT—考慮高溫影響的張拉過程中因錨具壓實而產生的損失；xsT—考慮高溫影響的張拉錨固后由于索長繼續增加導致松弛產生的損失；l—拉索長度；A1—拉索的截面面積；△a—錨具壓實總量；E1T—考慮溫度影響的拉索材料的彈性模量；fptk—拉索材料抗拉強度標準值.

2.2 構件熱力耦合分析計算結果

針對模型進行力學分析，可以得到隨時間變化各溫度荷載下 Y 方向的位移云圖如圖 4 所示. 當火場作用 120S時，預應力鋼梁達到的撓度最大值為 5.7×10-3m；到了 240S時刻，構件撓度所達到最大值為 11.5×10-3m，當構件在火場中受到 360S 的作用時，構件的橫向最大位移為 17.3× 10-3m；在 480S 時刻構件撓度最大可達 23.2×10-3m；600S 時預應力拉索鋼梁橫向位移可達 29.2×10-3m；當時間為 720S時，構件撓度最大值最終達到極限位移 35.2×10-3m，而構件允許撓度為 L/250=7.2×10-3m，即當火場作用到 2～4 分鐘之間某個時點時，構件已不再滿足正常使用極限狀態.

表2 受火構件不同位置處隨時間變化的撓度值（撓度，m）

下面分別選取距離鉸支座分別為 3m，4.5m，6m，7.5m，9m 處的各點，從后處理導出的 LIS 文件中可以得到受火構件不同位置處隨時間變化的撓度值如表2所示.

2.3 預應力鋼梁熱力耦合作用下的撓度分析

本文通過有限元程序對承受均布荷載并且一端固定一端鉸支的拉索預應力鋼梁在高溫下的撓度計算，得到不同時刻的構件撓度值，表 2已將高溫（火災）條件下預應力鋼梁分別距離鉸支座為 3m，4.5m，6m，7.5m，9m 處不同時間的撓度值列表給出，從表中可以看到在選取的若干位置中靠近支座位置的橫向位移最小，而橫向位移最大的位置并不是跨中即 9m 處，而是出現在 7.5m 處，這是由于構件兩端布置的不同支座對構件變形的約束不同導致，即撓度最大位置離鉸支座較近，而離固定支座較遠，同時我們可以發現隨著火場作用時間的發展，不同位置處的橫向位移差值也是逐漸增大的，例如當火場作用了 240S 時，構件跨中處的橫向位移比距鉸支座 3m 處的橫向位移大將近 0.28m, 而 480s時，兩不同位置處的橫向位移差值達到約為 0.55m，由此可見越靠近最大撓度位置，預應力鋼梁在該點的橫向位移隨溫度的變化率越大，即變化速率 7.5m＞9m＞6m＞4.5m＞3m.

3 小結

由以上分析可以得到如下結論和建議：

（1）預應力拉索鋼梁在高溫環境下的預應力損失是隨溫度升高迅速增大的，但升溫各階段預應力損失程度不同，因此預應力鋼結構更應做好相應防火保護工作；

（2）隨著溫度增長拉索預應力鋼梁彎穩定承載能力降低，構件撓度也進一步加大，力學特性變化與高溫下結構鋼強度變化趨勢相似，可推定高溫引起材料強度下降是影響構件力學特性的主要因素；

（3）通過提高張拉控制力大小，可一定程度上達到提高承載力和減小構件撓度的作用，但在相同溫度條件下構件的張拉控制力越大，對應的預應力損失也相應越大，故實際工程中不可盲目提高構件設計張拉控制力；

〔1〕 陸 賜 麟 .預 應 力 鋼 結 構 發 展 50 年 (1)[J].鋼 結 構 ,2002(4)：32-36.

〔2〕賀晗.鋼結構的抗火研究概述[J].鋼結構,2009,24(126)：80-83.

〔3〕余鋒波.環向預應力鋼屋蓋火災響應溫度的數值分析[J].鋼結構,2010(s)：282-286.

〔4〕G.LENOI.Vibration of beams prestressed by internal frictionlesscables,JournalofSound and Vibration, 1999,222(1),1-18.

〔5〕H.NORIAKY.Excitation of arch and suspension bridges by subwires，Shock and Vibration,1993,1(3)：59-64.

〔6〕L.CHUNG.Experimentson active controlofsimic structures,American Society of Civil Engineers Journal of Engineering Mechanics 1988,114(5)：241-256.

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〔8〕G.LENOI.Numerical analysis of thin walled beams with internal unbonded cables by the Ritz method,International Journal of Solids and Structures,1997,35(6)：51-67.

〔9〕陸賜 麟.預應力鋼 結 構基本理 論 及方 法[J].鋼 結構 ，1998（2）：52-59.

TU311

：A

：1673-260X（2016）02-0034-02

2015 年 11 月 23 日

國家重點基礎研究發展計劃項目（2012CB719703），安徽高校省級自然科學研究重大項目（KJ2014ZD06），安徽省自然科學基金（1408085QE96）