钢管混凝土框架（精选8篇）
钢管混凝土框架 篇1
0 引言
近20年来,钢管混凝土的设计和制造技术得到了迅速发展,并被广泛应用于高层建筑、大跨桥梁、工业建筑以及地下结构等众多土木工程结构中,取得了良好的经济和社会效益。
随着经济建设的迅速发展,我国城市交通的桥梁建设亦进入迅速发展时期。为改善城市交通,加强与周围地区间的联系,人们日益要求跨越江河、海湾和山谷,建造安全、经济和轻盈美观的大跨桥梁。钢管混凝土已被公认为是建造大跨度拱桥的一种比较理想的结构材料。
由于钢管混凝土结构适应了现代土木工程结构向大跨、高耸、重载发展的趋势,并且符合现代化施工技术和工业化制造要求,在世界各地得到了迅速的发展和广泛的应用,它已经成为国家建筑科学技术水平的标志之一。
1 钢管混凝土框架的抗震性能分析
1.1 模型简介
为了解钢管混凝土框架结构的抗震性能,在此用两个结构布置、构件尺寸及用钢量完全相同的简单钢管混凝土框架和钢筋混凝土框架进行分析。该模型为一幢10层框架结构,层高3 m,总高度为30 m。结构平面和立面布置图如图1,图2所示。
框架1为钢筋混凝土结构,柱截面尺寸均为800 mm×800 mm,梁截面尺寸均为250 mm×700 mm,纵向受力钢筋采用HRB335,箍筋采用HPB235,楼盖厚为120 mm。
框架2为钢管混凝土结构,柱截面尺寸为800 mm×800 mm,钢管壁厚为20 mm,梁截面尺寸为250 mm×700 mm,楼盖采用钢筋混凝土楼盖,厚度为120 mm,钢管采用Q345钢。
由于结构的控制作用为地震作用,故在此分析地震对结构的作用,其他如恒载、活载、风载对结构的影响不予考虑。
1.2 多遇地震作用下结构抗震性能分析
采用有限元分析软件SAP2000对上述两框架结构进行线性时程分析,选用的地震波为El-Centro波和Taft波。
在70gal,El-Centro波作用下,框架1和框架2的结构顶点位移时程曲线显示:框架1的结构顶点最大位移为374.5 mm,框架2的结构顶点最大位移为208.8 mm。显然框架2在地震作用下的位移响应要明显小于框架1,框架2的最大位移仅为框架1的55.8%,可见减震效果是明显的。
在70gal,El-Centro波作用下,框架1和框架2的结构顶点加速度时程曲线显示:框架1的最大加速度为61.53 cm/s2,框架2的最大加速度为39.82 cm/s2,框架2的最大加速度值为框架1的64.7%。可见,钢管混凝土框架结构在多遇地震(70gal)下的加速度反应要明显优于钢筋混凝土框架结构这表明钢管混凝土的耗能能力要优于混凝土结构。
在70gal,Taft波作用下,框架1和框架2的结构顶点位移时程曲线和顶点加速度时程曲线显示:框架1的结构顶点最大位移为464.5 mm,框架2的结构顶点最大位移为237.3 mm;钢管混凝土结构的加速度响应要大大小于钢筋混凝土结构。可见,框架2的位移响应要明显小于框架1;Taft波作用下的结构响应与ElCentro波作用下的结果相差不大。
1.3 罕遇地震作用下结构抗震性能分析
模型简介中对结构在70gal的多遇地震作用下的表现进行了讨论,但实际工程中工程技术人员更主要的是要考虑罕遇地震作用对结构的影响。罕遇地震往往会对结构产生毁灭性的破坏,故需对钢管混凝土框架结构在罕遇地震作用下的抗震性能进行分析。
在此,采用400gal的El-Centro波来考察结构在罕遇地震作用下的反应。在400gal,El-Centro波作用下,框架1和框架2的结构顶点位移时程曲线图显示:框架1的结构顶点最大位移为1 858 mm,框架2的结构顶点最大位移为930.2 mm,明显小于框架1。可见,钢管混凝土结构在罕遇地震下的表现是优秀的,其塑性变形能力要强于钢筋混凝土结构。框架1的结构顶点位移达到1 858 mm之大,如若考虑P—Δ效应,结构实际上已濒临倒塌,与之相比框架2要好得多。图3为框架1和框架2在400gal,El-Centro波作用下的各层最大位移。显然,框架2的各层位移都要小于框架1,结构在地震作用下的加速度响应也同样可以验证这一点。
通过上述分析,可以明显看出框架2的地震响应小于框架1,即其在地震下的表现要好于框架1,因此可以判断钢管混凝土框架结构的抗震性能优于钢筋混凝土框架结构。
为进一步研究钢管混凝土框架结构的抗震性能,在此,假设框架3结构用钢量与框架2大致相当,结构布置与框架2相同。柱仍采用钢管混凝土柱,其截面与框架2的相同,梁截面采用Q345级H型钢,截面高度为400 mm,上下翼缘宽度均为250 mm,上下翼板及腹板厚度均为16 mm,楼盖亦与框架2相同。
同样采用波对该结构进行时程分析分析结果表明:框架3的顶点最大位移为2 285 mm,比框架2的结构顶点最大位移要大许多,亦大于框架1的结构顶点最大位移。框架3的加速度响应也比框架2大得多。可见,钢管混凝土结构中的钢管混凝土梁中的混凝土对结构的抗震性能提高是有帮助的,钢材与混凝土两者之间形成了一个有机整体,共同发挥作用,使结构整体的抗震性能得到提高。
2 结语
根据对三个框架结构在不同地震作用下的位移和加速度等响应的分析,本文得到如下结论:
1)钢管混凝土框架结构中外包钢管对核心混凝土起到了约束作用,使其塑性提高,变形能力增强,从而提高了它在地震作用下的耗能能力,提高了它的抗震性能。
2)钢管混凝土框架结构中核心混凝土对外包钢管的变形起到了约束作用。钢管壁很薄,在外力作用下极易向钢管内壁凹陷而使其失稳。但是混凝土的存在使得钢管不会向内凹陷,从而大大提高了钢管的稳定性,避免了钢管的失稳。钢管与混凝土形成了一个有机整体,使各自的性能都得到了提高,实现了1+1>2的效果。
3)钢管混凝土框架结构的整体抗震性能明显优于钢筋混凝土框架结构和钢管混凝土柱—钢梁组合框架结构。
4)钢管与混凝土的相互作用使得钢管混凝土构件的塑性变形能力大大提高,使其在地震作用下具有很强的变形和耗能能力。
5)普通的混凝土构件在地震作用下,混凝土会迅速开裂、剥落,几乎谈不上塑性变形,也不可能产生像钢管混凝土一样的材料摩擦。钢筋的塑性变形有限,往往钢筋刚进入塑性,混凝土已大量破坏,使得钢筋强度得不到充分利用。
6)一般的钢构件,由于没有混凝土的约束,经常会产生屈曲失稳,使钢材不能产生较大的塑性变形,强度得不到充分发挥,耗能能力也自然大打折扣。
参考文献
[1]汤关柞,招炳泉,竺会仙,等.钢管混凝土基本力学性能研究[J].建筑结构学报,1982(3):20-22.
[2]蔡绍怀.钢管混凝土结构的计算与应用[M].北京:中国建筑工业出版社,1989.
[3]钟善桐.钢管混凝土结构[M].哈尔滨:黑龙江科学技术出版社,1994.
[4]钟善桐.钢管混凝土在高层建筑中的发展[J].建筑钢结构进展,2000,2(4):3-15.
[5]韩林海.钢管混凝土力学性能研究进展与工程实践[J].建筑钢结构进展,2000(4):17-24.
[6]黄钊.浅谈钢筋混凝土框架结构的抗震性能[J].山西建筑,2009,35(1):104-105.
浅谈钢管柱混凝土施工技术 篇2
关键词：钢管柱；混凝土；施工技术
1. 工程概况
某场馆工程位于深圳市，一层半地下室，地上4层。整体建筑呈船形。总建筑面积16615m2，建筑总高度为36m，地下室埋置深度为7.5m。主体结构为现浇框架结构，基础型式为钢筋混凝土独立和条形基础。此工程设计使用7 根钢管混凝土柱，高度26m～36m不等，钢管柱直径d=1000mm，壁厚t=25mm，采用Q235B 钢板卷制焊接而成，核心混凝土强度等级为C30。采用钢牛腿和框架梁连接。
2. 钢管柱加工
①按照图纸材料和尺寸要求选料、下料，在下料前充分考虑钢板在压制过程中的延伸量，减少合缝后外圆周长增大引起管径的偏差，可用直条气割机切割成型，气割对接处的坡口。
②铲除割渣及毛刺，打磨周边坡口面直至光洁。
③在气割成型的钢板上划分钢板压圆的中线及直缝对接的装配线；再按圆弧周长均分划出压弯位置线。
④压弯：在压制过程中，用样板复核每一道压制时的圆弧成型情况，使其均匀圆滑成型，使得压制曲面母线直线度符合要求。
⑤合缝焊接：焊缝进行内外焊，焊缝的两端需焊接引弧板，先用埋弧自动焊焊接内侧焊缝，对预焊缝进行刨清根，刨至完整金属，并用砂轮进行打磨除渣，再进行外缝焊接成型，每焊毕一层必须清渣，及时检查缺陷，及时修补后方能焊下一层。
⑥焊接完成后，割除引弧板及修磨至光洁，清理焊缝并经外观检查至符合要求，将钢管精整，进行管体通长整圆，直至圆度和外径偏差符合要求。
⑦质量要求：钢管在焊完24h 后，对焊缝进行100%超声波探伤检查，各项指标符合要求后才允许出厂。
3. 钢牛腿焊接
①钢柱和钢筋混凝土梁采用钢牛腿连接，在钢柱吊装前，根据每根柱上钢牛腿的标高和位置，先焊接好钢牛腿，这样便于施工，也能更好地保证钢牛腿的焊接质量。
②钢牛腿由上板、下板和腹板组焊而成，钢牛腿的上下翼缘板厚25mm，腹板厚16mm。上、下板的内圆径比钢管外径大5mm。上、下板及腹板同管壁为双面角焊缝连接。
③定位点焊，确定零件的准确位置。根据管壁上复测的钢牛腿标高调整下板的限位筋确保下板面水平、标高准确。按下板、腹板、上板的顺序点焊固定，将钢牛腿组拼成型并固定在管壁上。注意使上、下板内侧与管壁的间隙均匀，腹板贴近管壁。
④为控制钢牛腿的焊接变形，在牛腿上下板之间均设置Φ20 短筋作限位支撑（短筋立于下板，靠住上板并点焊固定）。
⑤钢牛腿的施焊顺序为：下板下缝→上板上缝→腹板竖缝→上板下缝、下板上缝→肋板上、下平缝。
⑥焊接时按“同时对称，多遍成活”的原则进行。环形焊缝从中间往两边焊，腹板竖缝的施焊从腹板中间开始先向上焊接，再由中间向下焊接。钢牛腿的全部焊缝均要每焊一遍及时清渣检查，修补再焊，分遍成活，确保质量。
4. 钢管柱基础安装
柱脚连接在钢筋混凝土底板面预埋件上。为保证位置、标高的准确及平整度偏差小于2mm 的要求，先在垫层上弹出预埋件位置线，在底板钢筋绑扎完后，按预埋件规格做成一个稳定的支架，支点直接落于垫层上，并与主筋点焊固定。在预埋钢板上钻洞，让锚固筋穿过孔洞，调整标高及板面平整度后，进行焊接。底板混凝土浇筑时，两侧对称浇筑，防止位移。
5. 钢管柱吊装及安装
5.1 钢管柱吊装
（1） 施工段划分
本工程钢管柱共7 根，分别在B轴交③、④、⑤轴和⑥轴交C、D、E、F 轴线上，自基础直至顶层，高度26m～36m 不等，按现场施工条件，每根柱按一个楼层作为一个组合件依次安装。每根柱分为4 段，每层吊装、安装一次。
（2）吊装设备选用
每节钢管柱长8m～12m 不等，每节重约7 吨。一层③～B、④～B、⑤～B轴钢柱用NK800 吊车吊装，⑥～C、⑥～D、⑥～E、⑥～F 轴钢柱用NK1600 吊车吊装，二层至顶层全部用NK1600吊车吊装。
吊装用的NK800 和NK1600 型起重机，臂长分别为44m和50m，此时起重量分别为12t 和11.2t，单根柱最大重量7.2t，起重机起重量能满足要求。在每根钢管柱内壁上部焊接2 个吊环，采用两点垂直起吊。
5.2 钢管柱安装
首节钢管柱安装前先清理预埋钢板面，按柱安装方向（应与柱身划线方向吻合）划出十字线，在线上用红色油漆標出柱半径标志，焊定位板。安装时，调整柱身划线与预埋钢板划线重合，柱外皮与柱半径标点重合后，塞紧定位板。利用顶拉杆调整垂直度，顶拉杆一端焊于预埋钢板上，一端焊于柱身钢管上。垂直度调整好后，将柱脚与肋板焊牢。
钢管柱现场对接从基础至顶层无变径，均为同径连接，将吊起的上节柱按母线位置缓慢地插在下节柱内衬管上，上下线稍有偏移时，可采用特制厚钢板抱箍钳调整。上节柱插入内衬管过程中，由于内衬管与钢管内壁局部存在磨擦，导致就位困难，可在上下柱接口处设顶拉杆，相互垂直方向各设1根，待顶拉到位后，再利用顶拉杆调整垂直度。符合要求后，焊接防变形卡板。卡板对称设4块，然后进行钢管对接焊施工，防变形卡板和顶拉杆在对接焊完成后拆除，并将其焊点打磨平整。
（1）垂直度控制
垂直度控制用2 台经纬仪在相互垂直的两个方向观测，为方便观测，先行安装角部钢管柱，观测时，十字竖丝对准柱脚处柱外边线点，观测者由柱脚从下向上观测柱身母线，同时指挥安装人员调整顶拉杆，直至柱顶母线与经纬竖丝重合。另外，对接环缝焊接好后，卸去卡板，对柱身垂直度进行复核，并做好垂直度偏差记录，以便下次安装调整，防止出现累积误差。
（2）焊接
钢管接口焊缝为熔透一级焊缝，焊接时，从管径两端同时开始，两名焊工按同一旋转方向同时施焊，控制好焊接电流，确保焊接质量，分次焊满。每焊一遍进行除渣清理，检查缺陷修补后再焊。焊接完成后用防火保温材料包裹焊缝，使焊缝部位慢速冷却。
6. 钢管混凝土浇筑
6.1 框架梁钢筋与钢牛腿的连接
框架梁底筋焊接在牛腿下翼缘板上面，梁上部筋焊接在牛腿上翼缘板面上。当框架梁钢筋为单排时，将钢筋与钢牛腿上下翼缘板直接焊接，双面满焊，焊缝长10d （d 为所焊钢筋直径）。当框架梁为双排钢筋时，上排钢筋比下排钢筋多深入300mm，在此300mm 长度位置塞入25mm 厚钢板，高度满足双排钢筋间距要求，在钢板与钢筋、钢板与翼缘板连接部位双面满焊，焊缝长度为10d。
在钢筋和钢板与翼缘板焊接前，先在翼缘板上画出每根钢筋的正确位置，每根钢筋焊接时先点焊，校正好位置后再分遍焊好，每焊一遍均及时除渣，检查缺陷修补后再焊，确保焊接质量。
6.2 混凝土材料选用及配合比
该钢管柱混凝土强度设计等级为C30。由于钢管的密闭性使混凝土中水分无法析出，加上振捣棒在狭小管内振捣，粗骨料相对下沉，砂浆上浮，使混凝土中多余水分上浮至管顶，在管顶形成砂浆层和泌水层。混凝土在硬化过程中的收缩，也易导致管壁与混凝土粘结不紧密，易造成空鼓现象。因此须采取以下措施：
①采用泵送混凝土，在浇筑前先试拌，控制压力泌水率≤90%，含气量≤4.5%；
②严格控制碎石级配，钢管混凝土所有碎石必须是1cm～4cm连续级配；
③调整配合比，确定水灰比为0.4，坍落度为120mm，在混凝土中掺入10%UEA 膨胀剂配制成补偿收缩混凝土，并掺入NF 高效减水剂，增强混凝土的粘聚性与和易性，减小用水量；
④在施工缝处，每次浇混凝土前铺设20cm厚与混凝土等强的砂浆层，混凝土浇至管顶清除浮浆层至坚硬混凝土面加盖养护。
6.3 钢管混凝土的浇筑
钢管混凝土的浇筑采用立式手工浇捣法，振捣采用插入式加长振捣棒。一次投料振捣高度不超过1.5m，用混凝土体积控制高度，振捣时间以混凝土表面无气泡泛出为准，设专人监控。
7 结束语
总之，在建筑工程中应用，钢管混凝土不仅具有刚度大、抗震性能好、节省钢材、降低造价等优点，而且便于施工，有利于缩短工期，减轻劳动强度，节约周转材料，降低成本，同时也提高了工程质量。
参考文献
[1] 邱黎，广东省邮电枢纽综合楼钢管柱混凝土施工方法[J].广东土木与建筑,2001.07
钢管混凝土框架 篇3
异形柱应用于高层住宅建筑能使结构避免肥梁胖柱, 避免房间出现棱角, 适合建筑布局, 提高使用面积;节约大量钢支撑, 大大缩短了工期, 提高了工程质量。近年来钢管混凝土异形柱已经成功地运用在实际工程中, 如:广州名励大厦、江门中旅大厦等大型建筑工程中。钢管混凝土异形柱结构作为一种新型的结构形式在理论、试验研究以及实际工程中都缺乏可靠的设计施工依据, 目前对钢管混凝土异形柱的理论和应用研究还比较少, 主要有同济大学进行了T形、L形钢管混凝土柱抗震性能研究, 华南理工大学提出了带约束拉杆的T形、L形钢管混凝土柱。本文对T形钢管混凝土异性柱与钢梁节点进行了低周反复荷载试验及分析, 其结果, 可以为该类型节点的设计提供参考。
1 T形钢管混凝土异性柱与钢梁节点传力机理
钢管混凝土节点在地震作用下, 承受柱和框架梁传来的轴向力、弯矩和剪力[4]。但钢管使核心混凝土三向受压, 其节点内力比较复杂。大多数抗弯节点同时承受剪力和抵抗弯矩, 对于刚性节点[5], 弯矩是以翼缘上受拉和受压的形式由梁传给柱[12,7], 在T形钢管混凝土异形柱与钢梁节点中, 压力是由混凝土和钢管共同承担, 而拉力是由内设的水平加劲板和钢管腹板来共同承担。水平加劲板是用熔透焊在与钢梁上下翼缘相同位置高度处在钢管内部与柱翼缘相连接的, 由于钢梁翼缘中的拉力主要通过水平加劲肋传递[8], 试验设计中作如下假定: (1) 节点弯矩等于梁塑性弯矩; (2) 弯矩是通过梁翼缘以一对力的形式传递, 钢梁中的剪力通过焊缝传递给腹板[10]。试件设计破坏形式重要有以下几种: (1) 水平加劲板受拉破坏; (2) 柱腹板拉裂破坏; (3) 钢梁翼缘受拉破坏[5]。
2 T形钢管混凝土异性柱与钢梁节点试验设计
2.1 试件尺寸、参数设计及材料性能实验
试验试件采用1/2缩尺进行制作, 如图1, 混凝土与试件钢材参数如表1、表2所示[13], 钢管由钢板拼焊而成, 采用角焊缝。工字型钢梁由三块钢板全熔透焊接而成, 钢梁上下翼缘与柱壁采用设有垫板的对接焊缝, 混凝土使用商品豆石混凝土直接进行浇灌。
2.2 试验装置及加载制度
本次试验是梁柱节点试验, 以节点域为主要研究对象, 为了更好地反映实际情况, 故采用柱端加载的方法, 加载点设置在柱上端。
(1) 试验设备主要有:加载设备, 反力墙, 试验台座, 荷载架, 支撑架, 其中加载设备采用电液伺服加载系统, 如图2。
(2) 预测数据有:荷载大小, 支座反力, 支座位移, 荷载-变形曲线, 梁塑性铰区曲率和截面转角等。
(3) 加载制度:按照《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ101-96) [3]的规定采用力-位移控制混合加载制度, 如图3所示。
(4) 加载:首先, 将柱顶荷载加到设计值N如表3所示, 并且保证在整个试验过程中, 变化幅度在其值的5%内。然后在柱端分级加载屈服水平地震力P如表3所示。
3 试验现象与试件破坏形态
对于T2试件当柱端荷载小于80k N时, 节点核心区的应变片均未达到屈服应变, 整个节点域处于完全弹性工作状态。当柱端推力超过80k N时, 经过三圈循环节点核心区有个别测点达到屈服应变, 继续加载当推力达到190k N时, 节点核心区大部分测点达到屈服应变, 此时可以确定屈服荷载大概为190k N, 屈服位移为24mm, 随后开始位移控制加载, 每级增加10mm, 当推至37mm第二圈时, 节点核心区柱翼缘上部与节点域腹板连接处竖向焊缝开裂如图4 (a) , 承载力开始下降, 当推至51mm左右时, 节点核心区柱翼缘上部与节点域腹板连接处竖向焊缝开裂延伸贯穿整个节点域如图4 (b) , 钢管柱T形面出现凹陷如图4 (c) , 承载力急速下降, 试件破坏。
T3试件与T2试件试验现象过程基本相似, 屈服荷载大概为280k N, 屈服位移为34mm, 此时可以听到柱内有明显的响声, 可以推断钢管柱内混凝土开始破坏, 当推至55mm左右时, 节点核心区柱翼缘下部与节点域腹板连接处竖向焊缝开裂, 承载力达到最大, 随后开始下降, 当推至70mm左右时, 节点核心区柱翼缘下部与节点域腹板连接处竖向焊缝开裂延伸贯穿整个节点域, 钢梁下翼缘焊缝拉断如图4 (d) , 承载力急速下降, 试件破坏。
4 试验结果与分析
试件滞回曲线如图5所示, 从滞回曲线上可以观察到:
(1) T2试件在荷载小于190k N, T3试件在荷载小于280k N时, 力和位移基本呈线性关系, 滞回曲线直线上升, 刚度无明显退化, 残余变形也很小, 试件处于弹性状态, 随荷载增大, 滞回曲线都比较饱满, 试件具有良好的强度和延性特征, 而且彼此大体形状相似, 表明此种节点具有较好的抗震性能, 即较强的耗能能力。
(2) 所有试件在正向或者反向加载达到极限荷载时, 节点核心区柱翼缘与节点域腹板的焊缝突然开裂, 承载力急剧下降, 焊缝开裂后所有试件随着柱端力的增加, 柱翼缘在工字梁翼缘的拉力作用下, 裂缝逐步加宽, 承载力也随之逐步下降, 图中滞回曲线下降段呈阶梯状。
(3) 根据我国《建筑抗震设计规范》[11]中对钢结构弹塑性层间位移角限值为1/50的规定, 以本试验的结果来看, 在设计规范所允许的层间位移角范围内, T形钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点能够保证结构承载力不退化。
从滞回曲线可得到节点试件的骨架曲线, 如图6所示, 从图中可以看出:
(1) 所有试件在达到极限荷载后, 均能表现出良好的延性和后期变形能力。具有较高的承载力和弹性刚度。
(2) T形钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点试件的骨架曲线有着较长下降段, 在大位移阶段具有良好的延性。
(3) 从骨架曲线可以看出T3试件比T2试件具有更高的承载能力, 这主要是因为T3试件的肢高肢厚比为3, T2试件为2, 从而T3试件节点域核心区面积也就相应较大。
5 结语
(1) T形钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点和其他常规钢结构节点一样, 具有较好的延性和相同的破坏特征, 且有较好的抗震性能。
(2) 对于T形钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点, 在肢高肢厚比不大于3的情况下, 随着肢高肢厚比的增加, 节点的承载能力会有所提高。
(3) 焊缝质量是保证T形钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点抗震性能的一个重要因素。
摘要：本文通过低周反复加载试验对2个T形带加劲肋柱贯通式钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点进行了试验研究, 研究了不同肢高肢厚比情况下节点的滞回性能、强度及延性、破坏特征等特性。试验结果表明, 钢管混凝土异形柱与钢梁框架节点滞回环饱满、耗能能力较好, 强度和延性较高, 抗震性能较好。试验结果能够为这种新型结构形式在实际工程中的应用提供指导意见。
钢管混凝土框架 篇4
1 框架剪力墙结构特征
框架剪力墙结构指的是使用钢筋混凝土墙板代替梁柱, 对内力进行承担, 对水平力有效控制。钢筋混凝土墙板可以承受水平力和竖向力, 空间的整体水平好, 房屋内部的柱棱角和梁不外露, 有助于进行室内布置, 为住户提供舒适的感觉, 在高层建筑中多使用框架剪力墙结构。剪力墙和框架结构共同组成了新受力形式, 在较低的楼层之中, 剪力墙位移很小, 承受了较多的水平力, 较高的楼层相反, 剪力墙的位移水平很大, 框架不断内收, 除了承担水平力之外, 还承担了负剪力。因此, 即使较高楼层产生了很小的剪力, 在框架中会产生较大剪力。
2 工程概况
本文以某工程为例, 工程的建筑总面积为89000m2, 地下4层, 地上23层, 其中1~3层为商铺, 其余楼层为住宅。本工程的主体结构使用框架剪力墙结构。使用激光经纬仪进行测量, 因为受到场地等因素的限制, 可以使用外复核内控制等方式, 具体的操作方式如下。第一, 在顶层顶板上标出1、2、3、4四个点, 保证相邻两点之间的连线垂直, 产生轴线控制的方格。第二, 随着施工楼层的增加, 在地板上预留300mm×300mm的方孔, 其作用为传递孔。第三, 将激光经纬仪放置于四个点上, 标出铅垂线。第四, 使用玻璃板盖住传递孔, 激光线在玻璃板中产生红点, 通过红点做出控制方格, 通过墨线弹在楼板上。第五, 按照控制方格制定各层的轴线。第六, 在高层建筑外侧, 再次预埋四个点, 每三层进行一次复核。
3 搭设脚手架
在高层建筑施工的过程中, 搭设脚手架具有十分重要的作用, 能够有效保障施工人员的安全, 提高施工质量, 在完成地下室的施工之后, 保证浇捣的稳定性, 使脚手架的安全性得到保障, 在搭设脚手架的范围之中, 回填土井盖进行分层夯实, 使用碎石对不平的区域找平, 之后使用震动机进行震实, 最后用长直尺进行刮平。
搭设脚手架主要分为以下几个步骤。首先, 在脚手架搭设之前, 应该对施工人员进行详细的技术交底, 提高施工的安全水平, 搭设脚手架的目的是为施工提供保障, 因此, 搭设工作应该具有较强的安全意识。第二, 脚手架的首段架体, 应该使用双立杆脚手架, 架体的整体宽度为105m, 步高分为在两部分, 第一步的步高我2.0m, 第二步及之后的步高为1.9m, 立杆之间的距离为1.9m, 和墙面之间的距离为31cm。第三, 落地脚手架应该按照下述顺序进行搭设。固定用的斜杆、立杆、小横杆、大横杆、测量第一步水平、搁栅、剪力撑、扶手杆、挡脚杆、拉结固定、挂安全网、检查验收。第四, 使用多种长度的钢管布置脚手架的底部立杆, 相邻的两个立杆使用扣件进行连接, 拧紧扣件的螺栓, 在搭设的过程中, 满足横平竖直的要求。第六, 在搭设脚手架的过程中, 应该每隔三层的位置铺设脚手片, 不能在该位置铺设挑头板, 因为脚手架和墙面距离为31cm, 因此, 应该在每层中使用脚手片隔离, 对脚手片牢固的绑扎。第七, 在脚手架的外侧, 应该在第二步之后, 每步设置扶手杆, 高度为1.3m, 同时设置挡脚杆, 高度为30cm, 使用扣件对其扣牢。
在搭设脚手架的过程中, 应该注意以下几方面的问题。首先, 应该结合作业方案的尺寸搭设。第二, 在搭设的过程中, 使用外径为49mm, 管壁厚3.6mm的钢管焊接, 钢管的机械水平和化学成分应该满足国家相关标准的需求, 不能使用变形和锈蚀十分严重的钢管。第三, 应选择对接、旋转和直角扣件, 扣件在选择过程中。满足国家技术标准的规定, 对机械性能的要求较高, 螺纹应该满足普通螺纹中规定的要求, 垫圈和扣件不能有气孔和裂缝, 在使用之前应该对毛刺清除, 避免生锈。第四, 搭设应该一层一层的进行, 同时保证结构和搭设之间具有良好的拉结。第五, 扣件的拧紧水平应该适度, 将扭力矩控制在41~51N·m之间, 在钢管被扣件扭紧时, 应该保证开口位置的距离大于等于6mm。第六, 立杆垂直偏差少于21mm, 水平偏差应该小于等于350mm。第七, 立杆接头应该在不同步距中布置, 保证相邻的立杆之间距离小于等于650mm, 布置大横杆时, 应该错开立杆的外侧和内测, 避免偏心受荷水平。第八, 及时使用临时的搭设, 提高搭设工作的安全水平。同时, 施工人员在搭设的过程中应该配置安全带。第九, 如果脚手架没有完成, 在每天收工时, 应该稳定堆放材料和架子, 避免产生危害。第十, 施工荷载应该小于等于2650N/m2。第十一, 杆件在搭设的过程中, 应该保证颜色和规格的统一性。第十二, 在脚手架搭设之后, 应该通过验收才能投入使用。
4 对剪力墙施工的质量控制
在施工之前对图纸进行会审, 使用现有的施工规定, 结合施工实际水平, 对施工图纸、建筑图纸和结构图进行核对, 审核图纸中的轴线尺寸、标高等是否存在误差, 如果设计构造无法在实际的施工过程中实现, 应该及时进行修改。同时, 还应该检查结构配筋的合理性, 复杂位置的钢筋是否能够就位, 应该避免其产生打架等现象, 满足振捣需求, 提高保护层厚度, 对每个部位的建筑图纸进行检查, 了解其设计的可靠性有助于施工工作的进一步开展。在对钢筋绑扎的过程中, 应该合理设置梁箍筋的宽度, 但是在实际施工的过程中, 很多施工企业没有降低该宽度, 导致外侧位置悬空, 降低了受力的可靠性。
5 总结
总之, 在高层建筑施工的过程中, 将剪力墙作为施工主体, 选择适宜的施工方案具有十分重要的作用, 在项目施工的过程中, 使用上述方式, 具有形式简单, 便于施工, 节约施工成本, 缩短施工周期等特征, 提高了工程质量。使用旧钢轨可以节约钢材, 但是拆除的困难较大, 在选料的时候应该进行认真检查, 使用探伤检验等方式, 保证原材料没有裂缝和内伤。
摘要：本文对框架剪力墙的结构体系进行介绍, 结合工程实例阐述了框架剪力墙结构的施工和钢管脚手架对施工过程中十分重要的要点, 以期提高建筑工程的质量。
关键词：框架剪力墙,施工技术,钢管脚手架
参考文献
[1]胡志明.论框架一剪力墙结构的抗震设计[J].中国建设信息, 2010, (1) :118-120.
钢管混凝土框架 篇5
此次分析,在6 层3 跨的原钢框架基础上增设改进型双钢管约束屈曲支撑,形成加固后的钢框架。使用Opensees程序对原钢框架及加固后的钢框架进行Pushover分析和非线性时程分析,并对两者在静力作用下的顶层侧移比、底部剪力比、最后阶段破坏情况以及地震作用下的最大层间位移角、底部剪力比、最大的破坏情况进行了对比。得出了相对于原框架,加固后钢框架的抗震性能明显提高,结构主体破坏明显降低的结论。
1 模型建立
所分析的模型为6 层3 跨钢框架,尺寸如图1 所示。柱截面为HM350 × 250 × 9 × 14,梁截面为HN396 × 199 × 7 × 110,支撑采用改进型双钢管约束屈曲支撑,内核截面为299 × 10。梁柱采用Q345 钢材,支撑采用Q235 钢材。梁上线荷载取为30 k N/m。
模型建立时,梁柱使用弹性梁柱单元。单元之间用零长度塑性铰单元连接,此单元包含转动弹簧,具有弹塑性,可模拟结构的非线性性能。在梁柱节点处设立塑性铰。根据修改后的Ibarra Krawinkler退化模型,塑性区的转动性能采用双线性滞回模型。钢材采用钢01 材料模拟钢材,此材料本构模型为双折线模型,并具有随动硬化和可选的各向同向硬化特性。为考虑P-δ 效应的影响,设置通过桁架单元与框架相连并考虑重力荷载的摇摆柱。加固时所采用的支撑为改进型双钢管约束屈曲支撑,此支撑由通过接触环连接的外套钢管和内核管组成。由于外套管的约束和接触环减小内核管计算长度的作用,此种支撑受压时具有能够屈服而不屈曲的特性,因此在地震作用下有良好的耗能作用。其恢复力模型如图2 所示[9]。
2 非线性静态分析
非线性静态分析采用Pushover法对原框架和加固后的框架的抗震性能进行分析。分析时,在结构顶层处施加2. 25% 的侧移。定义底部剪力比为底部剪力与整个框架重力的比值; 定义顶层侧移比为顶层节点的水平侧移与框架总高的比值。分析所得Pushover曲线如图3 所示。由图3 可知,加固后的框架Pushover曲线明显高于原框架的Pushover曲线,强度和刚度都有较大提高。
由表1 可以看出,原框架在顶层侧移比达到0. 43% ( 底层中间柱进入弹塑性前) 前,处于弹性阶段。当顶层侧移比增加到0. 77% ( 阶段Ⅰ) 时,底层中间柱底部开始屈服[图4( a) ]; 当顶层侧移比增加到1. 60% ( 阶段Ⅱ) 时,底层梁出现塑性铰[图4( b) ]; 顶层侧移比继续增加到2. 05% ( 阶段Ⅲ) 时,底层柱底形成塑性铰[图4( c) ]。当顶层侧移比增加至2. 11% ( 阶段Ⅳ) 时,底层柱底全部发展为塑性铰,结构承载力达到最大值[图4( d) ]。并且,从图4( d) 中可知,此时框架的破坏主要集中在底层和二层,其它层梁柱破坏较小。
由表1 可知,在阶段Ⅰ、阶段Ⅱ、阶段Ⅲ和阶段Ⅳ时,加固后框架顶层侧移比小于原框架的侧移比,但底部剪力比增加不大。同时,由于加固后框架刚度提高,因此弹性阶段结束较早。
对于加固后框架,在顶层位移达到0. 22% 之前,处于弹性阶段。当顶层侧移比达到0. 42% ( 阶段Ⅰ) 时,底层的中间柱底部首先进入弹塑性阶段,底层的支撑也开始屈服[图4( e) ]。当侧向侧移比增加到约1. 02% ( 阶段Ⅱ) 时,底层柱底全部进入弹塑性状态,底层的中间跨梁与支撑形成塑性铰[图4( f) ]。当顶层侧移比继续增加到1. 24% ( 阶段Ⅲ)时,底层中间柱底形成塑性铰,同时,塑性铰发展至二层支撑与中间跨梁。此后不久,当顶层侧移比增加到1. 28% ( 阶段Ⅳ) 时,底层所有柱底形成塑性铰,同时结构的承载力达到最大值。
由图4 可知,同样处于阶段Ⅳ时,原框架柱梁形成塑性铰为16 个,而加固后框架梁柱塑性铰为9个。可见,由于增设支撑,很好地抑制了框架梁柱的塑性铰发展,保护了框架主体结构。
3 非线性时程分析
进行动力分析时,所用的地震波为20 条50 年内超越概率为10% 的洛杉矶地震波( LA01 ~LA20) ,并按照《建筑抗震设规范》要求调整到兰州地区的小震、中震和大震水平。在动力分析时,用Newmark-β 法求解运动方程。此方法中所用阻尼为瑞雷阻尼,即将质量矩阵与刚度矩阵进行线性组合来计算阻尼矩阵: c = a0m + a1k。式中,a0为质量比例阻尼系数,a1为刚度比例阻尼系数。对于框架的第1、第2 和第3 振型,阻尼比采用5% 。
小震和中震时,各地震波下的原框架和加固后框架的最大层间位移角和底部剪力比分别如图5 所示。由图5 可知,加固后,小震时钢框架平均最大层间位移角由0. 005 7 弧度降低到0. 001 0 弧度,中震时钢框架平均最大层间位移角由0. 012 8 弧度降低到0. 004 4 弧度。同时可知,加固后,小震时最大层间位移角小于0. 005,中震时最大层间位移角均小于0. 02,满足结构抗震设计要求。由图5( c) 可知,加固后框架平均最大底部剪力比由0. 16 增加到0. 24,增加较小,使得框架加固时基础建造成本增加不大。
大震情况时,在LA15 和LA16 地震波下,原框架与加固后框架的最大破坏情况如图6 和图7所示。
由图6 可知,LA15 地震波下,原框架最大破坏时,底层柱底、三层柱顶柱底和中间跨梁两端全部有塑性铰形成。而加固后的框架最大破坏时,底层柱底仍处在弹塑性阶段,仅在底层中间跨梁两端和底层、二层、三层的支撑处产生塑性铰。由图7 可以看出,在LA16 地震波下,原框架在底层柱底、三层柱顶以及二、三、四中间跨梁两端产生塑性铰。而加固后的框架破坏较小,仅在二、三层的支撑和中间跨梁两端产生塑性铰。由图6 和图7 可知,加固后框架中间跨梁的塑性铰明显比边梁多。原因是增加支撑后框架的力学特性发生改变,中间梁成为屈服连接件。此时,加固后框架类似于偏心支撑钢框架,地震作用时,支撑与中间梁可以共同耗能。
通过分析可知,增加支撑后,由于支撑的耗能作用,框架的抗震性能明显改善,梁柱破坏程度明显降低。并且,加固后的框架的力学特性发生改变,类似于偏心支撑钢框架结构的工作机理,中间跨梁成为了耗能梁段,支撑与中间跨梁共同耗能,将非弹性变形主要集中在支撑和中间梁处,避免其他主要构件发生破坏,保护了主体结构。
4 结论
由Pushover分析可知,增设改进型双钢管约束屈曲支撑的钢框架刚度和强度明显提高,顶层侧移比减小,同时底部剪力比增加较小; 在阶段Ⅳ时,原框架柱梁形成塑性铰为16 个,而加固后框架梁柱塑性铰为9 个。可见增设改进型双钢管约束屈曲支撑后,框架破坏程度明显降低。
由非线性时程分析可知,增加改进型双钢管约束屈曲支撑的框架最大层间位移角明显减小。小震时,平均最大层间位移角由0. 57% 降低到0. 1% ; 中震时,平均最大层间位移角由1. 28% 降低到0. 44% 。同时底部剪力比增加较小,基础建造费用增加不大。
大震情况时,通过对LA15 和LA16 地震波下的最大破坏情况分析知,由于支撑的耗能作用,加固后的框架梁柱破坏程度远小于原框架。同时增加支撑后框架的力学特性发生改变,中间梁成为屈服连接件,类似于偏心支撑钢框架工作机理。因此,大震时中间梁段与支撑一样能发挥耗能作用,将非弹性变形主要集中在中间跨梁和支撑处,有效地避免了其他构件发生破坏。
摘要：基于Opensees程序对原框架和增设改进型双钢管约束屈曲支撑加固的钢框架进行Pushover分析和非线性时程分析,对两者的抗震性能进行比较。得出以下结论:加固后的钢框架刚度和强度明显提高,顶层侧移比减小而底部剪力比增加较小;地震作用下,加固后的框架破坏程度远小于原框架,所产生的塑性铰主要集中在中间跨梁和支撑处,避免了其他构件发生破坏。说明对原框架增设改进型双钢管约束屈曲支撑加固,可提高结构的抗震性能。
关键词：约束屈曲支撑,加固钢框架,Pushover分析,非线性时程分析,抗震性能
参考文献
[1] Wada A,Connor J J,Kawai H,et al.Damage tolerant structures.fifth US-Japan workshop on the improvement of building structural Design and Construction,Practices,1992:27—39
[2] Kim Jinkoo,Seo Youngil.Seismic design of low-rise steel frames with buckling restrained braces.Engineering Structures,2004;26(5):543 —551
[3] Black C,Makris N,Aiken I.Component testing,seismic evaluation and characterization of buckling-restrained braces.Journal of Structural Engineering,2004;130(6):880—894
[4] Iwata Kato,Wada A.Buckling-restrained braces as hysteretic dampers.In:Proceedings,Behavior of Steel Structures in Seismic Areas,Cadada,2000:33—38
[5] Kuwahara S,Tada M.A study on stiffening capacity of double-tube members.Journal of Structural and Construction Engineering,1993;58 (445):151—158
[6] Sabelli R,Mahin S,Chang C.Seismic demands on steel braced frame buildings with buckling-restrained braces.Engineering Structure,2003;25(5):655—666
[7] Fujimoto M,Wada A,Saeki E,et al.A study on the unboned braces encasedin buckling-restraining concrete and steel tube.Journal of Structural Engineering,1998;34B:249—258
[8] 罗树青,邓长根,牛化宪.抑制屈曲支撑的稳定研究.华东船舶工业学院学报,2005;19(3):28—33Luo S Q,Deng C G,Niu H X.Study on stability of buckling restrained brace.Journal of East China Shipbuilding Institute,2005;19(3):28—33
钢管混凝土的应用现状 篇6
从1897年美国人John Lally在圆钢管中填充混凝土作为房屋建筑的承重柱 (称为Y柱) 并获得专利算起, 钢管混凝土结构在土木工程中的应用己有百年历史。钢管混凝土优越的力学性能, 一开始就受到美欧各国土木工程界的重视, 竞相开发利用。我国钢管混凝土结构的开发利用也有近40年的历史, 经过大量理论工作者的不断研究使其在理论研究、施工工艺方面有了很大的进展。
1 在理论研究方面
在西欧一些国家, 如英国、德国和法国等, 主要研究方钢管混凝土、圆钢管混凝土和矩形钢管混凝土结构, 核心混凝土为素混凝土, 或在核心混凝土中配置钢筋或型钢, 目前的设计规程主要有欧洲EC4 (1996) 和德国DIN18806 (1997) 。在美国, 以研究方钢管混凝土和圆钢管混凝土为主, 核心混凝土为素混凝土, 设计规程主要有ACI 319-89, SSLC (1979) 和LRFD (1999) 等。在日本, 主要研究方钢管混凝土、圆钢管混凝土和矩形钢管混凝土结构, 核心混凝土为素混凝土或配筋混凝土;目前的设计规程主要有AIJ (1980, 1997) 。各国的设计规程有各自的理论和应用特点, 基本上都反映了该国的最新研究成果, 推进和引导了国际范围内钢管混凝土结构的研究和发展。我国的研究主要集中在钢管中灌素混凝土的内填型钢管混凝土结构。目前已先后由国家建材总局、中国工程建设标准化协会、国家经济贸易委员会等单位颁布发行了有关钢管混凝土结构的设计规程, 分别是:JCJ01—89, CECS28:90, DL5085, l999和GJB 4142—2000。而且, 钢-混凝土组合结构 (包括钢管混凝土) 己被列入国家科技成果重点推广项目。
2 钢管混凝土在住宅中的应用
20世纪60年代, 钢管混凝土开始应用于工业与民用建筑。随着理论研究的深入、设计规程的颁布和其自身具有的优点, 钢管混凝土被越来越广泛地应用于单层和多层工业厂房柱、设备构架柱、各种构架、支架、栈桥柱、地铁站台柱、迭变电杆塔、桁架压杆、桩、空间结构;近10年又被应用于桥梁结构、高层和超高层建筑中, 特别是近2～3年, 它被越来越多地应用于住宅建筑中, 并取得了良好的经济效益和建筑效果。
一方面是因为钢结构自身具有科技含量较高, 利于环境保护, 且可再生利用等优点;另一方面是由于我国钢产量大幅度增加, 世界钢产量日趋饱和, 钢材价格随之下降, 所以近年来我国开始大力推广钢结构, 鼓励采用钢结构。建设都等部门也为此制定了加速推广建筑钢结构发展和应用的目标, 确定“十五”期间以推广住宅钢结构为重点, 力争在“十五”期间使我国建筑钢结构用钢量达到全国钢材总产量的3%, 到2015年达到6%。住宅建筑历来居建筑业首位, 所以在住宅建筑中推广钢结构势在必行。住宅钢结构, 有低层、多层和高层之分。3层以下为低层, 9层以下为多层, 9层以上为高层, 10～l2层又称小高层。住宅钢结构, 考虑抗震要求, 一般不宜超过12层, 同时又由于我国人口众多, 土地资源相对不足, 城市住宅需求量迅速增长, 所以宜发展多层和小高层钢结构住宅, 但在人口密度大的城市, 仍然是以高层为主。住宅钢结构, 具有柱子用量少, 室内有效使用空间大, 房屋空间布置灵活, 结构性能好等优点。它所选择的结构体系一般是:5～6层以下, 框架体系或框梨一支撑体系;6层以上, 框架-支撑体系或框架-混凝土剪力墙 (核心简) 体系;多层, 大多采用双重体系。钢结构住宅采用的框架柱有H型钢柱、钢管砼柱和钢骨砼柱, 后两种为组合柱。在小高层建筑中, 组合柱比H型钢柱省钢, 进而也就可以降低工程造价;但是, 钢骨砼柱的施工较钢管混凝土柱施工复杂, 因此, 在住宅钢结构中推广钢管混凝土势在必行。
我国在上海、天津、辽宁、新疆等地分别兴建了一些以钢管混凝土作为框架柱的钢结构住宅试点工程, 促进钢结构住宅在我国的发展历程。众所周知, 上海人口密度大, 土地资源宝贵, 因此, 上海的试点钢结构住宅多选用高层。而天津、辽宁、新疆等地人口密度相对较小, 所以多选用了小高层和多层。钢管混凝土在住宅建筑中的应用方面又迈出了一步, 这一步的迈进意义重大, 因为它实现了由高层到小高层、多层钢管混凝土结构的发展, 为其大量的应用开辟了新局面。
3 钢管混凝土存在的问题
3.1 钢管混凝土拱桥构件脱空问题
与工民建厂房内的钢管混凝土柱不同, 钢管混凝土拱桥构件处在大气中, 直接承受阳光作用, 在夏天钢管表面温度高达80 ℃, 内部核心混凝土50 ℃。钢管混凝土拱经过5～10年, 核心混凝土收缩、徐变完成 (相当于温降20 ℃) 。这2种情况共同作用, 相当发生约70 ℃温差, 在大直径钢管中导致钢管和核心混凝土脱空 (即钢管与核心混凝土分离) , 特别是在拱顶部位。这种情况将使整个钢管混凝土拱受力模式产生重大变化。钢管混凝土受轴压、核心混凝土温度下降、外钢管温度上升等3种因素都将引起脱空。
3.2 套箍力作用问题
钢管混凝土的“套箍作用”, 目前己有相当的理论和计算方法, 但这些方法多是针对建筑结构提出的。对于拱桥结构的钢管混凝土, 因为钢管混凝土“套箍作用”发生的条件是核心混凝土的泊松比大于钢管的泊松比, 要达到这个条件, 核心混凝土必须有相当高的应力, 而这在桥梁设计中是要极力避免的, 桥梁营运当中也是不能利用的, 因此此种效应只能作为一种潜在的强度储备。
3.3 侧向稳定问题
大跨度钢管混凝士拱桥在施工中, 侧向稳定问题突出。很多桥例分析表明, 在安装吊杆及其横梁、安装中部定位梁及行车道板预制件时, 中部行车道形成连续体系, 此时稳定安全系数不到3, 而按一般的设计、施工经验, 安全系数应大于4, 因此, 研究钢管混凝土拱桥施工期侧向稳定可靠度非常有必要。
3.4 温度问题
钢管混凝土拱桥一般为露天, 大气温度对钢管影响较快, 对核心混凝土影响较慢, 因此, 在太阳照射下或骤然降温时都会造成内外较大的温差, 从而产生较大的自应力。另外, 钢管混凝土拱桥不存在合拢温度, 这是因为空钢管合拢时, 其拱肋截面还末形成, 因此, 其“相当合拢温度”或称“计算合拢温度”还有待进一步研究。
参考文献
[1]黄玮.大跨度钢管混凝土拱桥稳定性研究[D].西南交通大学, 2008.
[2]蔡绍华.现代钢管混凝土结构[M].北京:人民交通出版社.2003.
[3]韩林海.钢管混凝土结构[M].北京:科技出版社.2O00.
[4]钟善桐.钢管混凝土结构[M].北京:清华大学出版社, 2003.
[5]蔡绍怀.现代钢管混凝土结构[M].北京:人民交通出版社, 2007.
钢管柱混凝土顶升浇筑 篇7
我国目前大型工业厂房结构随着施工技术和施工方法的科学发展, 大型工业厂房钢管柱混凝土顶升浇筑施工方法, 充分发挥了钢管和混凝土的材料特性及优点, 施工简便, 施工周期短。钢管柱混凝土顶升浇筑施工就是在钢管中填充微膨胀混凝土, 它具有承载力高、抗震性能好、节约钢材和施工周期短。
钢管混凝土顶升浇筑时, 由汽车泵将混凝土连续不断地自下而上呈泉涌状上升顶入钢管内, 利用汽车泵的压力将混凝土自下而上挤压顶升灌入钢管内, 顶升浇筑整根钢管混凝土柱。无需振捣, 密实度好, 钢管混凝土顶升施工不受混凝土养护时间的影响, 施工质量优于传统钢筋混凝土框架柱的浇筑质量。
2 钢管柱混凝土顶升浇筑施工背景
大型钢厂热轧板材项目主厂房, 主厂房南北为A-G跨, 1-14线, 主厂房柱采用双肢格构式钢管混凝土柱, 柱肩梁以上柱采用焊接H型钢组合柱, 共42根, 下柱采用双肢格构式钢柱, 钢柱的规格及壁厚为Ф610mm×14mm双面螺旋焊接钢管柱, 钢管内顶升浇筑C40微膨胀混凝土, 钢管混凝土柱柱高13.74m, 每米砼量为0.27m3, 双肢钢柱混凝土浇筑量为7.42m3, 总混凝土量为311.64m3。
3 钢管柱混凝土顶升浇筑施工方法
本工程钢管柱混凝土顶升浇筑采用商品混凝土, 混凝土配合比要根据设计要求, 实验室出具的混凝土配合比确定, 为满足钢管混凝土顶升浇筑的顺利进行, 混凝土采用流动性好的混凝土, 粗骨料粒径0.5~3cm, 坍落度150~180mm, 按照实验室混凝土配合比掺加一定量的减水剂, 以减少混凝土的收缩量。
混凝土进料连接导管应与钢管柱有一个向上倾斜的角度, 角度为45°, 进料导管方向向下。混凝土顶升浇筑前从进料导管口插入软管吸进约2kg饮用水, 顶升混凝土时湿润钢管内壁, 混凝土顶升开始后, 由汽车泵车将混凝土连续不断的自下而上呈泉涌状上升顶入钢管内, 泵车压力将混凝土从钢管柱底部顶入, 顶升浇筑满整根钢管柱混凝土免振捣的施工方法。钢管柱混凝土顶升以溢出钢管顶部的出气孔导管为准。关闭防混凝土回流装置, 同时插入4根Ф16mm钢筋, 完成钢柱混凝土顶升浇筑施工。
混凝土钢管顶升浇筑完后用敲击钢管的方法进行初检, 如有异常则用超声波检测, 对不密实的部位, 采用钻孔压浆方法进行补强, 然后将钻孔补焊封牢。
3.1 钢管柱混凝土顶升浇筑施工流程
导管加工→钢管柱开孔→焊接导管→安装防回流装置→钢管柱顶开孔、焊接排气导管→汽车泵车就位→对接导管→检测塌落度→泵送混凝土→混凝土到顶控压→关闭防回流装置→拆解连接导管→混凝土终凝后拆除导管→钢管柱浇筑开孔处补焊打磨平整。
钢柱顶部设置的溢流导管起到了排气、导向溢流、回流补偿等几个方面的作用, 本工程钢管柱在制作时已留设了排气孔, 直径48mm, 溢流钢管采用φ48*3的钢管制作, 钢柱顶部焊接排气导管长度600mm, 向上呈45°, 以保证有足够体积的混凝土回流补偿, 同时在溢流管管端接一根软管, 防止溢流出的混凝土四处喷射, 污染已安装的钢结构构件。
导管与钢柱壁夹角为45°, 进料导管方向向下, 便于混凝土顶升顺利进行。导管加工完成后在导管上面用电钻打孔, 每个导管开孔不少于4个孔径不小于ф18mm。
钢管柱开孔与焊接, 在钢管柱标高控制在标高+600mm处的部位开设混凝土浇筑口, 浇筑口为椭圆形, 宽度按汽车泵管直径大小而定, 一般为125mm。钢管柱开孔必须进行放样、画线, 在钢管柱开孔的部位焊接一根150mm长Φ12mm的钢筋做把手, 然后用气焊开孔。全部切开后, 收起切割掉的开口钢板, 编号入库备用。最后将连接导管与钢管柱焊接, 导管与地面成45°夹角, 焊缝高度不得小于导管壁厚, 必须满焊, 焊缝质量符合要求 (混凝土浇筑进料导管安装示意图见图1) 。
3.2 钢管柱混凝土顶升浇筑施工
钢管混凝土顶升浇筑施工前必须检查柱顶的开孔排气情况, 并检查钢管顶部排气孔位置的排气管是否安装正确, φ48mm钢管排气孔钢管是否与内径Φ50mm塑料管相连, 以防止顶升混凝土施工时混凝土污染钢管柱及顶钢板, 保证有足够体积的混凝土回流补偿充满密实。
实施顶升浇筑前, 必须要对已运至现场的混凝土的坍落度进行现场实测检查, 要求混凝土的实测坍落度与实验室配合比坍落度相符一致。现场要设专职人员对混凝土坍落度进行测试, 对检测结果的记录完整真实。
混凝土顶升过程中, 在钢管柱顶排气孔处观察混凝土的浇筑情况, 发现混凝土浆连续从排气控溢出时, 立即稳住泵车压力, 保持压力在2~4min后, 检查钢柱顶的排气孔, 混凝土有无沉降现象。若无沉降, 保持泵送压力不降的情况下, 关闭混凝土回流装置, 插入4根Ф16mm钢筋, 完成混凝土顶升浇筑过程。
混凝土浇筑48h后混凝土强度达到5MPa后进行混凝土浇筑连接导管和柱顶排气导管的拆除处理。用气焊将混凝土浇筑连接导管和柱顶的排气导管切除, 将焊渣打磨平整。清理多余的混凝土, 然后用切割下来的钢板将钢管柱上的孔口补焊, 采用坡口焊缝。焊口表面用砂轮打磨平整, 刷上防锈漆和面漆。
4 结语
综上所述, 本工程中的钢管混凝土柱子设计成双肢格构式钢柱, 与框架钢筋混凝土柱和普通钢柱相比, 钢管混凝土组合柱施工节约钢材, 施工简便, 柱钢管混凝土顶升施工浇筑施工方法、施工优点适合我国的国情和节约减排的要求。钢管柱混凝土顶升施工方法, 能够适应现代大型工业建筑工程结构发展的需要, 符合现代工业建筑工程和施工技术的工业化要求, 因而广泛地应用于大型工业厂房结构中, 是大型工业建筑结构中的施工发展方向。
摘要：钢管柱混凝土顶升浇筑施工, 就是在钢管柱接近地面的适当位置安装一个带闸门的钢管做顶升浇筑的进料浇筑导管, 直接与汽车泵的输送软管相连, 由汽车泵将混凝土连续不断地自下而上呈泉涌状上升顶入钢管内, 无需振捣, 密实度好, 满足钢管混凝土浇筑质量要求。
钢管混凝土框架 篇8
方钢管混凝土结构由于截面抗弯刚度大、节点形式简单、连接方便且便于采取防火措施, 有利于结构平面布置、装修和良好的耗能能力, 近年来在工程中得到了广泛关注。目前国内外对方钢管混凝土柱与钢梁连接节点的研究主要集中在刚性节点和半刚性节点方面, 铰接节点因应用不多, 所以研究较少。在刚性接连接方面早期节点形式主要是带隔板式的节点, 后来发展为加劲肋、补强板、以及加强环等各种形式节点, 但这些节点连接的钢梁主要是H型钢、工字钢、T型钢等, 以空心钢管作为钢梁的连接形式, 目前研究较少, 而且空心钢管梁外形规则, 建筑适用性较好等优点。因此, 研究方钢管混凝土柱—空心钢管梁这种新型节点形式的抗震性能, 丰富理论研究, 推动工程应用具有十分必要的意义。
1 实验概况
1.1 试件设计与制作
本次实验选取了平面框架边节点为研究对象, 柱高1.2m, 受实验条件限制, 节点一侧梁伸出柱外的长度为0.8m。试件数量为4个, 编号分别为SJ-1、SJ-2、SJ-3、SJ-4, 4个方钢管混凝土柱的参数相同:柱截面为120mm×120mm, 钢管壁厚为2.87mm, 钢梁截面为100mm×100mm, 钢梁壁厚为1.77mm。实验所采用的方钢管是由4块矩形钢板焊接而成, 焊缝采用溶透的对接焊缝, 焊接时保证了焊缝的质量。矩形钢板、钢梁均采用Q235普通热轧钢, 钢梁与方钢管柱的连接采用全焊连接, 焊缝为双面角焊缝。各试件的柱内填充C20混凝土, 混凝土的配合比为:水泥:水:砂:碎石=1:0.45:1.75:3.54, 混凝土养护采用自然养护法。主要材料指标见表1和表2。
1.2 测点布置及测试内容
实验测试的内容主要包括空心钢管梁的位移以及空心钢管梁、柱节点钢板的应变。实验时在梁底部对称布置6个位移计, 以观测钢梁位移, 并在柱头布置位移计观测加载过程中节点是否发生偏移, 同时以便了解节点的传力机理和应力变化。在梁的根部距离柱边1.5倍梁高距离处布置位移传感器, 同时在柱身1.5倍梁高布置百分表, 测量梁端塑性铰相对于柱的转动;在梁端部布置位移传感器, 测量梁的实际位移;在节点核心区及梁端布置电阻应变片, 与应变仪相连, 由计算机自动采集数据来测量节点核心区和梁端的应力分布。
1.3 加载装置及加载制度
加载装置采用门型电液伺服结构试验机。在试件就位时, 注意加载的位置、加载方向与试件的轴线是否对中处理, 保证试件在平面内轴心受力。在正式实验前要对构件进行预载, 其目的是使试件各部分接触良好, 进入正常工作状态, 荷载与变形关系趋于稳定, 同时检查全部实验装置是否可靠, 观测仪器是否正常工作。在正式加载时, 首先在钢管混凝土柱顶用千斤顶施加预定轴压力N0, 并一直保持到实验结束, 然后在梁端轴线上施加竖向低周反复荷载, 加载点距离柱750mm。在梁端施加低周反复荷载时, 采用力—位移混合控制的原则, 在试件屈服前先按照力控制加载, 每级荷载反复加载一次, 试件屈服后按位移控制加载, 每级荷载反复加载两次。为了使结构在荷载作用下的变形得到充分发挥和达到基本稳定, 每级荷载加完后应有相应的恒载时间。为体现不同轴压比对抗震性能影响, 对四个试件柱顶施加不同的恒定轴力N0, 各试件的轴压力值N0分别为:150KN、300KN、450KN、550KN, 对应的轴压比n为0.23、0.46、0.69、0.85。轴压比n=N0/N, 即为实验时施加在柱顶的恒定轴压力N0与钢管混凝土极限承载力的标准值N之比, N是依据《钢管混凝土结构技术规程》 (DBJ13-51-2003) 确定, 其中材料强度采用实测值。
2 实验结果与分析
2.1 实验现象
试件sj-1加载至3Δy (梁端屈服位移y=3.59mm) 第1个循环时, 核心区的柱壁开始出现明显的凹陷现象, 加载至4Δy第1循环时, 焊接部位出现明显裂纹, 继续加载至5Δy第1循环时, 梁端焊接位置处出现长细裂缝, 并在5Δy第2循环时裂缝急剧发展, 在梁端焊接处形成明显裂缝;试件sj-2加载至2Δy (y=3.93mm) 第1个循环时, 核心区柱壁明显凹陷, 当加载至3Δy第1循环时, 焊接部位出现明显裂纹, 继续加载至3Δy第3循环时, 梁端焊接位置处出现长细裂缝, 加载至4Δy第1循环时裂缝急剧发展, 在梁端焊接处形成明显裂缝;试件sj-3加载至2Δy (y=4.17mm) 第1个循环时, 柱壁开始凹陷, 加载至2Δy第3循环时, 梁端焊接处出现裂纹, 在3Δy第2循环时, 梁端焊接处裂纹发展成为梁端明显裂缝;试件sj-4加载至2Δy (y=4.38mm) 第1个循环时, 柱壁明显凹陷, 当加载至2Δy第2循环时, 在梁上缘处形成明显裂缝。综上所述, 低周反复加载试验过程中发现各试件的破坏形态大致相同:破坏过程为首先在梁端发生屈曲并形成塑性铰, 在施加2～4倍屈服位移时, 柱脚形成塑性铰, 受压侧钢板发生轻微的屈曲, 并随着卸载和反方向加载的过程中, 发生屈曲的部位被拉直, 而且另一侧受压部位同时发生屈曲。随着施加的循环位移、轴压比、梁柱线刚度比的增大都将加速方钢管柱壁的鼓曲, 进而在梁端焊接位置开始出现裂缝。试件最后因梁端焊接裂缝破坏而丧失承载能力, 但是破坏时, 节点处柱壁钢板未发生撕裂, 仍对节点的核心混凝土起着约束作用, 节点域钢管混凝土仍未达到屈服状态, 节点的变形不明显。说明这些节点的设计满足“强柱、弱梁、节点更强”的设计原则, 满足工程设计的需要。
2.2 滞回曲线分析
实验得到的荷载—位移滞回曲线体现了试件承载能力、刚度和延性等力学特征, 是钢管混凝土柱抗震性能的集中体现, 也是进行结构抗震弹塑性动力反应分析的依据。4个试件的滞回曲线 (如图1) 表现出如下特点。
(1) 各试件在加载初期, 刚度变化比较小, 滞回曲线呈直线上升, 滞回曲线斜率变化小, 卸载后残余变形量较小, 说明试件处于弹性阶段。
(2) 试件屈服前, 随着水平荷载的继续加大, 滞回环越来越饱满, 滞回曲线几乎重合, 表明试件强度、刚度退化不明显。
(3) 在试件屈服后, 初期随着循环位移的不断加大, 滞回环更加饱满, 滞回曲线逐渐偏向x轴, 表明试件的刚度在开始退化, 但未发生明显的强度和刚度退化。主要是因为钢管对核心混凝土的约束作用, 使混凝土处在复杂的引力状态下, 其强度、塑性、韧性均得到改善, 同时钢管内混凝土的存在, 增强了钢管的稳定性。达到荷载峰值以后, 随着反复荷载次数的不断增加, 承载能力逐渐下降, 强度逐渐退化, 塑性铰转角也在不断增大。
(4) 从整体上看, 4个试件的滞回曲线都呈比较饱满的梭形, 捏缩现象不是特别明显, 随着水平循环位移的增大, 滞回曲线包含的面积不断增加, 说明这4个节点具有良好的耗能能力和抗震性能。
(5) 各试件的滞回曲线相比较, 轴压比较小时, 滞回曲线会经历比较长的强化阶段, 直到钢梁发生屈曲以后才出现下降阶段, 而轴压比较大的试件则会相对较早的出现下降阶段, 强化阶段不明显。发现随着轴压比的增加, 滞回曲线相对出现捏缩现象, 滞回曲线的饱满程度降低, 滞回曲线所包围的面积减小, 表明轴压比较小的试件耗能能力比轴压比大的试件强, 随着轴压比的增加位移延性及承载能力均有下降趋势, 抗震性能下降。
2.3 位移延性分析
在研究节点的抗震性能时, 延性是一个衡量结构或者构件抗震性能的重要指标。延性通常用μ来表示, μ的值越大表示延性越好。本文以位移延性系数μΔ来表示结构的延性, 其表达式为:μΔ=Δu/Δy, Δu是极限位移, Δy是屈服位移, 各试件的延性系数如表3所示。
从表3整体上看, 可知在该试验中的4个节点的位移延性系数为2.04—5.02, 系数值均大于2, 表明试验中的4个试件均有良好的延性性能, 但是随着轴压比的增大, 4个试件的位移延性系数有下降的趋势。通过sj-1、sj-2、sj-3和sj-4的位移延性系数对比看出, 在轴压比较小时, 随着轴压比的增大位移延性系数下降比较迅速, 但在轴压比增大到一定值以后, 位移延性系数的下降缓慢。尽管如此, 在轴压比高达0.69-0.85时, 位移延性系数仍然大于2, 试件表现出良好的延性, 表明试件具有良好的塑性变形能力。还可看出:轴压比的增大会提高屈服位移值, 增大屈服荷载值, 但是同时带来极限位移下降和延性系数的迅速降低, 因此轴压比存在最佳值, 既能够提高屈服位移值, 又不至于延性降得过低。
2.4 耗能能力分析
试件抗震性能的好坏通常用等效粘滞系数he和能量耗散系数E来表示, 根据图5所示各试件的荷载—位移滞回曲线的包络线 (最后一个滞回环) 可以计算出各试件的等效粘滞阻尼系数he或能量耗散系数E, 其中E=2πhe, 其值越大, 表示耗能能力越好。各试件的等效粘滞阻尼系数he量耗散系数E如表4所示。
由表4可知, 4个试件的等效粘滞阻尼系数he=0.162～0.226, 从整体上看该值大于钢筋混凝土节点的等效粘滞阻尼系数0.1, 而略低于型钢混凝土节点的等效粘滞系数0.3, 因此根据该实验数据表明, 该试件节点的耗能能力介于钢筋混凝土节点和型钢混凝土节点之间。总的来说, 该节点的滞回曲线都比较饱满, 具有较好的耗能性能, 但是随着轴压比的增大, 试件的等效粘滞系数he和能量耗散系数E均降低, 在轴压比较小时降低比较明显, 当轴压比增大到一定程度以后, 该系数降低相对较小。分析其原因是轴压比的提高会增大梁柱线刚度比, 从而降低试件的耗能能力。
3 结论
通过对不同轴压比的4个T字形方钢管混凝土柱—钢梁普通焊接节点试件, 进行低周反复加载实验, 对实验过程的观测和实验数据的处理得到以下结论:
方钢管混凝土柱—空心钢管梁普通焊接节点的破坏始于梁端出现塑性铰, 最后因梁端焊接裂缝破坏而丧失承载能力, 但在破坏时, 柱壁未发生破坏, 节点域钢管混凝土仍未达到屈服状态, 节点的变形不明显, 满足“强柱、弱梁、节点更强”的设计原则, 符合工程设计的需要。
方钢管混凝土柱—空心钢管梁普通焊接节点的梁端力—位移曲线稳定, 各试件的滞回曲线比较饱满, 捏缩现象不明显, 表明此节点具有良好的耗能能力和抗震能力。但随着轴压比的增大, 滞回曲线相对捏缩, 耗能能力下降, 骨架曲线的下降段提前, 刚度退化提前, 承载能力和位移延性下降, 但下降程度不是很大, 对其抗震性能有一定影响。
方钢管混凝土柱—空心钢管梁普通焊接节点随着轴压比的增大, 屈服荷载有所增加, 但是同时也导致延性的降低, 因此轴压比存在最佳值, 既能够提高试件的屈服荷载, 又能把延性系数控制在设计要求的范围内。
摘要：为了研究方钢管混凝土柱—空心钢管梁焊接节点的抗震性能, 对4个T字形的缩尺试件进行了低周反复循环加载试验, 根据实测的滞回曲线对节点的承载能力、延性、耗能能力等抗震指标进行了分析, 研究了各试件在不同轴压比情况下的破坏过程及特征。试验结果表明:该节点滞回曲线饱满, 耗能能力强, 具有良好的抗震性能, 但是随着轴压比的增大, 节点的极限承载能力、位移延性和耗能能力均有所降低, 对节点的抗震性能有一定影响。
关键词：梁柱焊接节点,抗震性能,低周荷载,试验研究
参考文献
[1]韩林海.钢管混凝土结构—理论与实践[M].北京:科学出版社, 2004.
[2]吴文平, 黄炳生, 樊建慧.方钢管混凝土柱-钢梁刚性节点研究综述[J].低温建筑技术, 2007, (6) .
[3]袁继雄, 王湛, 荣垂强等.钢梁-钢管混凝土柱穿心节点力学性能[J].工业建筑, 2005, 35 (11) :17-20.
[4]陈鹃, 王湛, 袁继雄.加强环式钢管混凝土柱-钢梁节点的刚性研究[J].建筑结构学报, 2004, 25 (4) :43-49.
[5]易伟建, 张望喜.建筑结构试验[M].北京:中国建筑工业出版社, 2005:56-60.
[6]CHEN C T, HWANG P S, LU L Y, etc.Connectiong behavior of steel beam to concrete-filled circular steel tubes[C].Proceed-ing of6th ASCCS Conference.Los Angeles, USA:University of California, Los Angeles, 2000:81-589.
[7]汪洋, 索小永.方钢管混凝土柱低周反复荷载作用实验研究[J].人民长江, 2010, 41 (9) :89-93.
[8]唐九如.钢筋混凝土框架节点抗震[M].南京:东南大学出版社, 1999.