钢管混凝土组合平面框架结构热—结构耦合分析

2014-07-17刘潇尹燕

山西建筑 2014年15期

刘潇尹燕

(1.西南科技大学土木工程与建筑学院，四川绵阳 621010;2.成都市温江区现代服务业园区管委会，四川成都 610000)

0 引言

钢—混凝土组合结构是在钢结构和混凝土结构基础上发展起来的一种新型结构，它是由压型钢板—混凝土组合楼板(或钢筋混凝土楼板)、钢—混凝土组合梁、钢管混凝土柱或型钢混凝土柱组成。该种结构形式同钢结构相比，可以节省用钢量和增强耐久性等;同混凝土结构相比，具有承载力高、塑性和韧性好、抗震性能好、施工方便以及造价经济合理等优点，近年来在一些工业建筑、高层以及超高层建筑结构中得到广泛应用［1-3］。

虽然钢结构及钢—混凝土组合结构与传统钢筋混凝土结构相比优势明显，但耐火问题始终是一大隐患。高温对结构材料的性能特别是力学性能具有显著的影响。如结构钢的屈服强度和弹性模量会随温度的上升而下降，当温度超过550℃时，钢材的强度迅速下降，导致钢结构的强度和刚度也明显下降。混凝土在火灾高温下会发生爆裂，其强度和刚度也会降低。当建筑采用无防火保护的钢结构或钢—混凝土组合结构时，一旦发生火灾，很容易损坏甚至倒塌［4］。

因此，为了深入了解组合结构整体的抗火性能，本文采用数值模拟方法，运用大型有限元软件ANSYS对组合平面框架进行了热—结构耦合分析，得到结构整体抗火性能。

1 建模方法

本文选取一个较为典型的3层3跨钢管混凝土柱—钢梁组合平面框架结构作为本文的计算模型。该结构层高为3 m，跨度5 m，梁柱节点采用刚性连接，柱脚固定，模型见图1;梁柱截面尺寸见图2。结构材料为C40混凝土，Q345钢。

图1 计算模型

在对结构梁柱温度场进行分析时，假设房间1为受火房间，且结构均无防护保护。由于房间之间通过防火墙隔开，因此火灾发生时，只会导致受火房间内部发生热传导，其他非受火房间温度基本保持不变。

用ANSYS软件对平面框架结构进行热—结构耦合分析时，混凝土采用Solid65单元，钢材采用Solid45单元。考虑结构自重，并在梁上作用线荷载。分两步进行:第一步先将外荷载施加到结构上对结构进行静力计算;第二步读取热分析的结果，即将热分析得到的结构各个节点的温度作为体荷载分多个荷载步施加到结构上，从而求解结构在静荷载与温度荷载作用下的响应。

图2 梁柱尺寸详图

2 组合平面框架结构热—结构耦合分析

在之前工作中，对受火时梁柱的温度场进行分析，将计算得到的结构各个节点的温度荷载导入到力学模型中，继续对平面框架结构进行热—结构耦合分析，从而得到组合结构整体的抗火性能。进行耦合分析时混凝土采用Solid65单元，钢材采用Solid45单元。考虑结构自重，并在梁上作用47 kN/m的线荷载。

2.1 结构耐火极限及极限温度分析

对结构进行热—结构耦合分析后，得到了受火梁的挠度—时间曲线、温度—时间曲线，分别见图3，图4。

图3 受火跨梁挠度—时间曲线

图4 受火跨梁温度—时间曲线

由图3可以看出，底层边跨房间(房间1)在受火初期，钢梁的温度虽然在不断上升，但是在这一阶段，温度对钢梁刚度的影响并不明显，因此钢梁在其自重和均布线荷载的作用下挠度变化并不明显。如图3所示，当底层边跨房间(房间1)受火时间超过480 s后，梁挠度开始出现较为急剧的下降趋势。之所以会出现以上现象是因为经过480 s的升温，梁上的温度已经达到了480℃左右(如图4所示)，当钢材的温度超过400℃后，钢材的强度与弹性模量开始显著下降［5］，随着梁强度的不断下降，总会出现这样一个时刻，即梁某个部位的强度恰好等于此时的应力，这时梁便进入了塑性;梁进入塑性以后，其在外部荷载的作用下挠度就会急剧增加，当梁产生的变形过大后就不再适合继续承载，视为结构进入了极限状态。

图5给出了底层边跨房间(房间1)着火时，底层边跨柱顶的水平位移随时间的变化曲线。从图5可知，从升温开始到升温结束，底层边柱柱顶的水平位移是不断增加的。这是因为从房间着火开始，梁由于受热膨胀，产生了沿梁两端向外的温度应力，这个力通过节点传至柱顶，柱受到此荷载即推力，虽然梁在竖向线荷载作用下会对柱产生向内的拉力，但此力的作用效果没有上述推力明显，因此柱顶所受合力仍为推力。与此同时，处在受火环境中的柱，其抗侧刚度也会随着温度的升高而降低。正是由于这两方面的原因才会使底层边跨柱柱顶产生沿梁端向外的水平位移(规定水平位移方向沿梁端向内为正)。从图5可知，当结构发生破坏时，边跨柱柱顶最大水平位移值为31.25 mm。

图5 底层边跨柱顶水平位移—时间曲线

根据判别结构极限状态的方法可知:当梁跨中挠度达到l×1/30=5 000×1/30=167 mm时，结构达到不适于继续承载的整体变形。由图3可知，当梁挠度达到167 mm时所对应的时间为1 320 s。

根据图4中梁的温度—时间曲线可以得到，当受火时间为1 320 s时，结构所对应的温度为754.98℃。

再看横向变形，当取受火时间为1 320 s时，由图5可知，结构的水平位移为31.19 mm＜h×1/30=3 000×1/30=100 mm，因此水平位移对结构是否达到极限状态不起控制作用。

综上可知，结构整体的耐火极限为1 320 s;结构临界温度为754.98℃，且竖向位移对结构抗火性能起控制作用。

2.2 火灾下结构破坏的形态及模式

钢管混凝土框架结构从升温开始至结构达到极限状态后的最终变形如图6所示，受火房间变形见图7。

图6 结构最终整体变形图

图7 受火房间变形图

当梁的变形超过容许值后便会导致整体结构进入极限状态，进而产生破坏。从图6可知，当结构发生破坏时受火跨梁不仅产生了较大的挠度，同时也发生了一定的扭转变形;受火跨钢管混凝土柱水平方向虽然也产生了一定位移，但并不明显，位移值在32 mm左右。

图8给出了结构达到抗火极限状态时，节点的应力分布及破坏模式。由图8可知，结构发生破坏时梁翼缘根部处发生了应力集中，塑性铰发生在梁端区域。与此同时，钢梁两端靠近节点处的下翼缘与腹板均出现了局部屈曲的现象。下翼缘发生局部屈曲的主要原因是由于钢梁两端均采用了刚性连接，且梁下翼缘升温速度要大于上翼缘，当下翼缘受热后发生膨胀，致使两端约束对梁产生较大的压力。随温度逐渐增大，钢材力学性能逐渐降低，当钢梁下翼缘压应力大于火灾下钢材的屈服强度时，钢梁下翼缘就会出现局部屈曲。腹板在整个升温过程中其温度是最高的，过高的温度使其强度和刚度迅速下降，梁端较强的水平约束，使腹板承受了较大的应力，从而导致梁端腹板过早进入塑性阶段，发生了局部屈曲。这也是致使梁端首先出现了塑性铰的原因。梁受火后由于强度和刚度的迅速下降，两端柱对其的约束作用，致使梁在产生大挠度的同时，也发生了弯扭屈曲。