防屈曲支撑（共7篇）
防屈曲支撑 篇1
0 引言
防屈曲支撑 (Buckling Restrained Brace) 又名无粘结支撑、约束屈曲支撑等。图1是T形防屈曲支撑组成图。近年来在国内外特别是日本和美国的研究与应用逐渐增多。普通的支撑有中心支撑和偏心支撑两种。在发生中震和大震时, 中心支撑会受压屈曲和受拉屈服, 由于受压屈曲不利于耗能减震, 为了弥补中心支撑这一缺陷, 采用防屈曲支撑来避免支撑屈曲。防屈曲支撑是一种在受拉与受压时均能达到屈服而不发生挫屈的轴力构件, 而且防屈曲支撑的滞回曲线比较饱满, 其耗能能力远远超过普通支撑。
1 运动微分方程与力学模型
1.1 运动微分方程
防屈曲支撑一般安装在结构的可变形部位, 当结构因振动而发生变形时, 防屈曲支撑也随之发生变形而消耗地震能量, 从而减小结构的振动反应。在地震作用下, 安装有防屈曲支撑的框架结构的运动微分方程为[3]:
其中, [M], [K]和[C]分别为原结构的质量、刚度和阻尼矩阵;{x (t) }, {
1.2 力学模型
防屈曲支撑的力学性能受其材料特性、构件形状和多种几何参数的影响。防屈曲支撑的滞回曲线一般为矩形或屈服后有一定刚度的平行四边形。因此, 防屈曲支撑的恢复力模型可以采用双线性模型[1], 如图2所示。
防屈曲支撑的力学模型为:
Fd=Ksx。
其中, Fd为防屈曲支撑的输出力;x为防屈曲支撑两端的相对位移;Ks为防屈曲支撑的恢复力刚度, 按下式计算:
对于双线性模型有:
其中, K0, K1分别为防屈曲支撑屈服前和屈服后的刚度。
2 设计实例分析
2.1 工程概况与建模设计
某市供电局综合办公楼, 主体为8层钢结构框架, Ⅱ类场地, 8度设防。纵向长30 m, 横向宽13.5 m, 建筑总高度为24 m。柱截面采用工字钢截面为HM400 mm×300 mm, 梁截面为HM300 mm×200 mm, 楼板为组合式楼板, 结构主体见图3。
防屈曲耗能支撑在SAP2000有限元软件中采用Plastic (Wen) 单元来模拟[2], 根据非线性特性, 输入按双线性模型提供的刚度和屈服力。耗能支撑布置在建筑物两端的两榀框架中部, 采用人字形布置方案, 如图4所示。
2.2 分析结果
运行SAP2000特有的快速非线性分析方法 (FNA) , 所选地震波采用EI centro波, 根据GB 50011-2001建筑抗震设计规范, 8度设防基本加速度峰值为200 cm/s2, 将EI centro波峰值341.7 cm/s2调至200 cm/s2, 方案一为设有防屈曲耗能支撑的结构, 方案二为设有普通支撑的结构, 其他参数相同, 分析结果如下:
1) 顶层加速度。分别选取两个模型顶层楼板处加速度时程作对比分析, 见图5。
2) 顶层位移。分别选取两个模型顶层楼板处位移时程作对比分析, 见图6。
3) 各层最大层间位移角。设定X向为正方向, 计算出两个方案在工况为8度 (200 cm/s2) 时层间位移角的峰值, 见图7, 可以看出, 2层的层间位移角最大。
3 结语
从图5～图7中可以看出, 安装有防屈曲耗能支撑的方案一顶层加速度比安装有普通支撑的方案二减小了20%左右, 顶层位移减小了10%左右, 方案一的正向层间位移角曲线都在方案二曲线的左侧, 从此例中可以明显的看出:防屈曲支撑起到了很好的耗能减震作用, 防屈曲耗能支撑作为一种新型的耗能减震装置具有良好的耗能减震性能, 它为结构的抗震设计提供了一种新的方案, 在多高层建筑钢结构中得到了广泛的应用。
摘要：指出耗能支撑是钢结构及钢筋混凝土结构的重要组成部分, 防屈曲支撑作为一种新的耗能支撑, 在国内外研究和工程应用中日趋增多, 通过SAP2000有限元软件对设有防屈曲支撑的多层钢框架进行了耗能减震性能分析, 结果表明:防屈曲支撑具有良好的耗能减震性能, 是结构抗震设计的一种新方案。
关键词：钢框架,防屈曲支撑,耗能,非线性,时程分析
参考文献
[1]张志阳.防屈曲支撑框架结构的设计与分析[J].城市轨道交通研究, 2007 (7) :18-19.
[2]董艳英.阻屈耗能支撑BRB系统耗能的全过程有限元分析[D].唐山:河北理工大学, 2005.
[3]李爱群.工程结构减震控制[M].北京:机械工业出版社, 2007.
[4]张志强.延性与抗震设计[J].山西建筑, 2008, 34 (12) :93-94.
防屈曲支撑 篇2
1 自复位防屈曲支撑的构造原理
1. 1 自复位防屈曲支撑的基本构造
自复位防屈曲支撑钢框架结构由内方钢管和外方钢管两者组成起到支撑的作用。在内管和外管的上部需要安装一个连接板,对各个构件来进行连接( 见图1) 。左侧的连接管由槽孔和内管两者进行连接来对其进行固定; 右侧的连接管由槽孔和内管两者进行连接来对其进行固定。外管的中间位置设置有槽孔,穿过槽孔将内部和外管的摩擦板进行连接,借助高强螺栓进行固定。左右端板上有四根高强度的钢绞线固定于此,并且借助端板将预应力来进行传递,从而形成一个完整的支撑结构。
1. 2 自复位防屈曲支撑的工作原理
在自复位防屈曲支撑钢框架的两侧同时给一个外力,当外荷载力与内管、外管的摩擦力之和小于钢绞线的预应力时,即0 <P≤PO+ F,则自复位防屈曲支撑钢框架的内管和外管不会出现位移,并且不会产生能源的消耗; 随着外荷载力的数值逐渐增加,即当P > PO+ F时,则自复位防屈曲支撑钢框架的内管和外管会发生一定程度的位移,并且产生一定的能耗; 当外荷载P开始减小时,当PO- F≤P≤PO+ F时( PO≈1. 2F) ,摩擦板之后会形成方向作用力,不发生耗能; 当P < PO- F时,内钢管和外钢管会产生位移,并且支撑构件逐渐的恢复到原来的状态,开始出现能耗。由此可以得出结论: 在自复位防屈曲支撑钢框架的两侧施加同等的外力时,两侧所产生的能耗和发生的复位情况基本一致。
2 ANSYS计算模型的建立
2. 1 自复位防屈曲支撑滞回模型的建立
支撑滞回模型的建立借助计算机完成,采用七层五榀两跨的结构。自复位防屈曲支撑钢框架模型的建立需要从底部连续向上进行建立,连续布置于第二榀及第四榀框架结构中,如图2 所示。框架层高大约为3. 6 m,跨距为7. 7 m,处于第Ⅲ类场地,地震分组第二组,抗震设防烈度为8 度,强震结构中阻尼比为0. 55。在软件中没有符合自复位防屈曲支撑模型的滞回模型,所以,需要将滞回模型分为两个模型来进行分析,并且两者都可以使用软件来对其进行分析,将两者模型所得到的结构进行叠加就得到自复位防屈曲支撑的模型。
2. 2 材料特性及相关参数
自复位防屈曲支撑钢框架将双线性随动硬化材料模型来作为梁和柱的材料,并且材料的弹性数值为2. 06 ×105MPa,材料的屈服强度为205 MPa,材料的泊松比为0. 3,材料的密度为7 850 kg/m3,材料的强化模量为4 120 MPa。
自复位防屈曲支撑钢框架采用相同的两个Link8 单元来进行模型的搭建,最为关键的模型材料为多弹性材料,弹性的模量数值为1. 3 × 106MPa,泊松比为0. 3,应变点和应力点分别为0. 000 3 和390 MPa,0. 01 和1 950 MPa; 另一个为双线性随动硬化材料模型,弹性的模量数值为1. 2 × 106MPa,泊松比为0. 3,屈服强度为360 MPa,强化模量为0,密度为7 850 kg/m3。相同的Link8 单元截面实常数值为0. 001 m2,其长度为8. 32 m。
防屈曲支撑采用单一的Link8 单元来进行模型的搭建,采用的材料模型是双线性随动硬化材料模型,其中,弹性的模量数值为2. 06 × 105MPa,泊松比为0. 3,屈服强度为345 MPa,强化模量为6 589 MPa,密度为7 850 kg/m3。Link8 单元截面实常数为0. 002 2 m2,长度为8. 32 m。
各项相同的弹性材料模式为楼板,其弹性模量为3. 0 ×104MPa,泊松比0. 3,楼板的厚度为0. 15 m,密度为2 500 kg / m3。
2. 3 边界条件及地震波的施加
自复位防屈曲支撑钢架的柱脚节点需要与地基进行焊接,并且梁和柱的结点也需要借助焊接的方式来进行固定,支撑板与梁、柱的结点需要借助耦合的方式来进行连接和固定。楼板的荷载值大约为2 k N/m2,所具有的重力加速度为9. 81 m/s2,积分步长0. 01 s,可持续的时间大约为19. 19 s。为了更好的模拟强震环境中的地震效果,将地震波的数值需要调节到400 cm/s2,如图3所示。为了更加准确的得到在强震环境下自复位防屈曲支撑钢架的残余变形数值,因此,需要增加20 s的加速度。
3 结果对比
3. 1 对比准则的建立
自复位防屈曲支撑钢架和防屈曲支撑钢框架两者在支撑方面具有共同点。因此,在进行实验时,需要选择759 k N的屈服力来进行对比。地震响应需要与第三榀框架梁保持平行状态,借助柱结点UX方向的位移数值来对自复位防屈曲支撑钢架和防屈曲支撑钢框架的复位情况进行比较。
3. 2 结构地震响应分析
为了有效的对自复位防屈曲支撑结构的抗震性能进行充分的考察,需要对自复位防屈曲支撑( SCBRB) 钢框架和防屈曲支撑( BRB) 钢框架、无支撑抗弯钢框架( NMRF) 三者进行时程分析研究。抗弯钢框架结构中主体框架不但需要承担重力,而且还需要梁柱构件的弯曲变形来对外力进行抵抗。
自复位防屈曲支撑钢框架中,αs为0. 5,αc为0. 5,β 为0. 5,αB / M取3. 0,依照数据来进行结构的设计。为了更好的对自复位防屈曲支撑钢框架和防屈曲支撑钢框架具有对比性,在进行设计时,需要将自复位防屈曲支撑和防屈曲支撑的第一轴向刚度和轴向屈服力相同。自复位防屈曲支撑和防屈曲支撑轴向参数见表1,各层结构的支撑截面相同,初始周期相同。
时程分析结构如表2 所示。表2 中所显示的数据为第三条地震波的包络值。通过数据可以看出,在强震的作用下,普通的抗弯钢框架最大的位移角达到了7. 2% ,残余变形也达到了5. 6% ; 防屈曲支撑钢框架中最大位移角为2. 8% ,残余变形位移角为0. 8% ; 自复位防屈曲支撑钢框架中由于存在复位系统,其残余变形位移角小于0. 1% 。但是,自复位防屈曲支撑钢框架和防屈曲支撑钢框架的剪重比相差不多,主要是由于自复位防屈曲支撑钢框架的第二刚度力大于防屈曲支撑钢框架。所以,将位移角作为评价的指标更加的科学合理。
4 减震效果的影响参数分析
4. 1 支撑与主体结构刚度比 αB / M
支撑结构和主体结构之间的刚度比 αB / M越大,支撑结构所发挥的作用就越大。建筑物的高度一定时,结构的合理基本周期值相对稳定。支撑结构和主体结构的刚度比 αB / M越大,主体结构发挥的刚度力越小。因此,可以对梁柱结点的连接方式进行改变,来对主体结构的刚度进行改变。
选择为 αB / M为3,5,7 的3 个结构,可以得到主体框架的周期和整体结构周期之比以及其刚度之间的关系:
结构的周期TMO,TTO与刚度比 αB / M之间的关系:
当 αB / M= 3 时,支撑结构中最大的位移角和层间的位移角数值最小,是 αB / M为5,7 的0. 8 倍,主要原因是当 αB / M= 3 时,结构中的总刚度为最大值,αB / M= 3 时,底部的剪力为最小值,由此可以看出结构处于非线性工作的环节。可以从控制残余变形和最大变形的角度来进行分析,在地震作用力下,当梁端 αB / M= 3 时,是最科学的选择。
4. 2 耗能系统与复位系统的屈服力比 β
耗能系统和复位系统之间的屈服力比用 β 表示,β 可以对复位防屈曲支持结构的耗能能力产生影响,β 值越大,则系统耗能的能力就越强。当 β = 0 时,代表耗能曲线饱满; 当 β = 0. 9 时,代表无耗能,两种结构的模型如图4 所示。主体结构梁柱结点采用刚接模式,在进行设计时,结构和参数保持不变,仅对 β 数值进行改变。为了使结构更加的具有可比性,需要选择不同的 β 数值,并且使 β = 0 和 β = 0. 9 的结构模型中初始刚度和第二刚度保持相同,具有相同的屈服力。
当 β = 0 时自复位防屈曲支撑框架结构模型的层间位移角为4. 8% ,当 β = 0. 9 时,自复位防屈曲支撑框架结构的层间位移角为4. 0% ,由此可以看出,主体结构已经明显屈服,支撑复位可以从残余变形的位置恢复到初始位置。当 β = 0 时,结构的位移角较大,由此说明耗能系统可以对自复位防屈曲支撑结构具有一定的减震作用。为了使得结构中耗能和复位达到平衡,需要将 β 控制在0. 5 ~ 0. 9 之间。
4. 3 耗能系统与复位系统的刚度比 αc
在确保 β 值不发生变化时,αc的大小与系统的屈服有关,并且 αc会对滞回曲线的饱满程度产生影响,也就是对结构的耗能能力产生影响。当 αc为0. 1,0. 3,0. 5 时,三个不同结构模型中初始周期相同。对结构进行分析之后,当 αc为0. 1,0. 3 时,结构模型中最大层间位移角和残余层间位移角相差较小,当 αc为0. 5时,结构模型中最大层间位移角和残余层间位移角数值最小。由此可见,最大位移的大小会随着 αc的增大而减小。
5 结语
通过对三种不同模型的最大层间位移角、残余层间位移角等进行对比,发现自复位防屈曲支撑结构具有明显的优势。自复位防屈曲支撑钢框架在残余变形方面具有较好的复位能力,减少了钢框架结构的残余变形。
参考文献
[1]刘璐,吴斌,李伟.一种新型自复位防屈曲支撑的拟静力试验[J].东南大学学报(自然科学版),2012(3):72-73.
[2]潘振华,潘鹏,叶列平.自复位钢框架节点有限元模拟及参数分析[J].建筑结构学报,2011(3):57-59.
防屈曲支撑 篇3
关键词：防屈曲耗能支撑,加固,改造
0 引言
20世纪30年代, 框架结构是建筑中应用十分广泛的结构, 由于建筑年代久远, 受当时建筑科技水平的限制, 纯框架结构的抗侧刚度有限, 在地震和较强风荷载作用下, 侧向位移较大, 难以满足现行规范要求;框架—支撑结构在一定程度上解决了结构抗侧刚度的问题, 但普通支撑在地震作用下受压时易产生屈曲现象, 极易造成支撑本身的破坏或失效, 同时支撑屈曲后的滞回耗能能力变差, 很难有效的耗能, 使结构抗震能力降低。本文结合某建于1930年的老建筑的改造加固实例, 对防屈曲耗能支撑 (BRB) 在建筑改造加固中的应用进行探讨。
1 工程概况
1.1 原建筑概况
某建筑位于上海市区内, 建于1930年, 原为烟叶初加工车间, 主要功能为机修、维修、零配件仓库等工厂的辅助功能。在某次改造中, 建筑局部增加1层。
该地区抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度值为0.10g。设计地震分组为第一组, 场地类别Ⅳ类。
1.2 结构体系
原建筑为3层钢筋混凝土框架结构, 东西长70.1 m, 南北宽69.3 m, 建筑高度17.02 m, 建筑平面整体呈矩形, 分为南北两部分, 中间设连廊。建筑基础为带桩条形基础, 采用松木桩, 桩长最长7.62 m, 最短4.06 m, 条形基础沿横向 (南北向) 布置。原结构构件尺寸及材料等级见表1。
1.3 结构改造目标
由于建筑形体和功能要求, 结构楼面板局部缺失, 楼层质量分布极不均匀, 以及结构平面不规则。考虑到本建筑已有80余年历史, 原有结构构件承载力、构造要求及抗震能力均不能满足现行规范要求。从以下几方面对原结构进行改造修复:1) 结构承载能力补强;2) 提高结构抗侧刚度;3) 改善结构整体抗震性能;4) 外立面装饰设计配合。
结合综上特点, 改造设计中采用防屈曲耗能支撑。防屈曲耗能支撑布置能最大限度地发挥其耗能作用的部位, 同时不影响建筑功能与布置, 并满足结构整体受力的需要。建筑效果图见图1。
2 原结构抗震性能分析
参照原结构图纸及检测结果, 使用PKPM有限元结构设计软件对该结构进行建模分析, 以评估原结构的抗震性能。在刚性楼板假定下计算结构自振周期及层间位移角。表2给出了原结构前3阶自振周期及其振型特征, 原结构以扭转为主的第一周期与以平动为主的第一周期之比为1.140 5/1.283 5=0.89<0.9。
表3给出了地震作用下原结构最大层间位移角。可以看出, 主体结构3层以及4层的最大层间位移角均不满足规范要求, 结构整体抗侧能力偏低。
3 结构整体加固设计
3.1 加固方式
前文对原结构进行抗震验算的结果显示, 地震作用下原结构的层间位移角不满足规范要求, 原有结构体系不能提供足够的抗侧力, 需对原有抗侧体系进行加强, 以提高结构的综合抗震能力为目标对上部结构进行加固设计。即从结构的承载力和延性两方面综合考虑, 通过提高承载力、加强整体性的方法来改善结构的综合抗震能力。
防屈曲耗能支撑有优良的滞回耗能性能和施工安装方便、经济、设计灵活且不影响建筑物美观等诸多优点, 使其不仅成为新建结构抗震设计的较佳选择, 也成为已有结构抗震加固和改造的重要手段。基于以上原因, 通过设置屈曲约束支撑达到优化结构体系、改善结构抗震性能的目的。屈曲约束支撑可有效增加结构的抗侧刚度和承载力, 避免过多的加大框架柱截面, 降低工程造价。另外, 屈曲约束支撑延性性能好、耗能能力强, 具有优越的消能减震能力, 在中震时可率先屈服耗能, 保护主要结构构件在中震下不屈服;在大震时可以有效提高结构耗能能力, 保证结构在大震下安全。因此, 本工程采用防屈曲耗能支撑进行加固改造。为从整体上改善结构抗震性能, 在1层~3层设置屈曲约束支撑, 以增大结构抗侧刚度, 同时提高结构在地震作用下的耗能能力, 提高安全储备。
3.2 防屈曲耗能支撑的布置
在本建筑的加固设计中, 在结构的1层~3层, 于②轴, 瑏瑤轴各设置两道防屈曲耗能支撑, 于?轴, 轴各设置一道防屈曲约束耗能支撑, 采用“人”字布置。结构布置平面图见图2。
3.3 防屈曲耗能支撑芯材承载力
36根防屈曲耗能支撑均采用Q235的芯材。支撑芯材截面取决于结构整体刚度要求及支撑截面强度验算要求。
根据结构的抗震性能要求, 可以以防屈曲耗能支撑在设防烈度地震作用下保持弹性为依据确定其承载力。根据现行《建筑结构抗震设计规范》, 此结构的抗震性能目标要求设防烈度下结构的层间位移角小于1/550。采用整体结构弹性分析, 通过反复试算, 可初步确定防屈曲耗能支撑的刚度和承载力。结构所采用的防屈曲耗能支撑承载力为1 646 k N。
支撑安装效果及其节点做法如图3, 图4所示。
4 BRB支撑加固效果分析
4.1 结合PKPM建立模型
根据结构多次试算确定核心钢支撑的界面为H200×300×8×12。在结构计算中, 防屈曲耗能支撑仅按防屈曲耗能支撑截面计算, 并按无失稳构件考虑。在PKPM中以斜杆形式“人”字形布置支撑进行加固后计算分析。
4.2 加固后结构性能
采用结构设计软件SATWE对改造后的结构进行计算分析, 结果显示改造后结构抗侧力得到显著改善。
表4给出了改造后结构前3阶自振周期。扭转为主的第一自振周期与平动为主的第一自振周期之比为0.999 1/1.188 5=0.84<0.9, 满足规范要求。较原模型相比, 抗侧刚度有了明显的提高, 有效地改善了结构在地震作用下的扭转效应。加固后结构的振型更加规律, 结构的整体规则性得到提高。
根据现行规范要求, 在刚性楼板假定条件下且不考虑偶然偏心及不考虑双向地震, 计算层间位移角应满足规范要求。主要为限制结构在正常使用条件下的水平位移, 确保结构应具有足够的刚度, 避免产生过大的位移而影响结构的承载力、稳定性及使用要求。表5给出了地震作用下加固后结构最大层间位移角 (已拆除的局部第4层未考虑) 。由表5可以看出, 布置支撑后, 结构整体抗侧能力得到显著提升, 结构X向最大层间位移角1/616, Y向最大层间位移角1/794, 均能满足现行规范要求。
为了更加直观体现加固前后计算层间位移角与现行规范的关系, 图5, 图6分别给出了结构X方向、Y方向层间位移角包络曲线。
综上所述, 通过加固前后周期及层间位移角的对比分析, 防屈曲耗能支撑在多遇地震作用下不参与耗能 (即未屈服) , 只提供附加刚度。通过使用防屈曲耗能支撑进行改造加固, 提高了结构抗侧力刚度从而优化结构体系, 增强了结构的稳定性。
5 防屈曲耗能支撑的优势
传统抗震结构体系采用“硬抗”地震的途径, 通过加强结构、加大断面、加多配筋等途径提高结构抗震性能, 使结构的造价明显提高。传统的钢支撑在受压时会产生屈曲失稳, 故往往需要加大支撑的断面以符合设计要求。而在结构计算中, 防屈曲耗能支撑按无失稳构件考虑。
以本加固工程为例, 根据SATWE计算结果, 表6给出了加固后各层典型支撑的计算结果。
显然, 对普通钢支撑而言会早早进入屈曲失稳, 截面所受轴力远远低于屈服承载力, 材料使用效率极低, 经济性差。通过加大普通钢支撑截面不仅在造价上造成浪费, 而且过大的支撑截面影响建筑美观和功能要求。国外工程资料表明, 防屈曲耗能支撑若用于已有建筑结构的改造加固, 可节省可观的造价, 有的改造加固工程更能节省造价达60%左右。
技术更为合理性, 防屈曲耗能支撑提供安全储备。传统抗震结构体系是通过加强结构侧向刚度以满足抗震要求, 但结构越强、刚度越大, 地震作用也随之会增大。这对于高层建筑以及大跨度结构等, 会制约其发展和应用。而防屈曲耗能支撑则是通过设计耗能构件, 使结构在出现变形时迅速消耗地震能量, 保护主体结构在地震作用下的安全。在强震中防屈曲耗能支撑能率先进入耗能状态消耗输入结构中的地震能量及衰减结构的地震反应, 保护主体结构和构件免遭破坏从而确保结构在较强地震中的安全性。
此外, 防屈曲耗能支撑具有损坏后便于更换, 易于施工等诸多优越性。
6 结语
1) 在对建造年代比较久远的框架结构进行改造加固时, 采用防屈曲耗能支撑, 能够显著增加结构整体抗侧刚度, 控制楼层在地震作用下的最大层间位移角, 使加固后结构的振型更加规律, 结构的整体规则性得到提高。这种方法可供同类改造加固工程参考。
2) 从有效性和经济方面考虑, 防屈曲耗能支撑更适合于既有建筑的加固, 可以在较小或不提高原结构构件承载力的条件下, 提高结构的抗震性能。
3) 在改造加固设计中, 应充分考虑现场因素以及建筑物的建造年代, 另外, 在选择加固方法时也应充分考虑现场环境要求与施工条件限制。
参考文献
[1]GB 50367-2006, 混凝土结构加固设计规范[S].
[2]GB 50011-2010, 建筑抗震设计规范[S].
[3]周云.防屈曲耗能支撑结构设计与应用[M].北京:中国建筑工业出版社, 2007.
[4]陈灏, 周志刚, 王瑞, 等.某烟草加工车间的改造加固设计[Z].
[5]周建龙, 汪大绥, 姜文伟, 等.防屈曲耗能支撑在世博中心工程中的应用研究[J].建筑结构, 2009, 39 (5) :29-33.
防屈曲支撑 篇4
在对既有混凝土框架结构的升级改造、加固时, 经常遇到结构抗震能力、抗侧移刚度不足的问题。根据现行的规范[1]传统加固方法有增设普通钢支撑体系法、增大截面加固法、外包型钢加固法等, 主要是提高结构刚度和强度这样“硬抗”的方法, 然而地震作用与结构特性密切相关, 随着结构刚度的增加而增强 ( 尤其在高设防烈度区域) , “硬抗”不仅造成建筑材料用量增加, 而且还使劳动力成本增加、工期延长, 很可能还会导致地震作用下主要受力构件破坏增大, 震后难以修复。
为此, 国内外专家学者提出了新型防屈曲耗能支撑 ( BRB) 。BRB主要由核心单元、约束单元及滑动机制单元组成, 解决了传统支撑受压屈曲问题, 并具有经济性好、易修复、连接方便、设计灵活等优点。
本文主要对某一混凝土框架结构使用防屈曲耗能支撑 ( BRB) 进行加固, 联合使用ANSYS, MIDAS两种有限元软件对加固前后的结构进行多遇、罕遇地震作用下的结构响应仿真分析, 尤其对BRB的性能做了分析说明。
1 工程概况
某建筑物约建于2005 年, 为地上4 层混凝土框架结构, 楼 ( 屋) 面板均为混凝土现浇板。该建筑物1 层层高为5. 2 m, 2 层~ 4 层层高为3. 6 m, 梁最大跨度7. 8 m, 建筑总面积为1 451 m2。现将该建筑物改造升级为办公楼, 建筑结构模型如图1 所示。改造升级后建筑物1 层为资料室, 2 层~ 3 层为办公室, 4 层为会议室和办公室混合, 楼梯间位于建筑物角部。
结构计算参考现行规范[1,2,3,4], 相关参数如下:
1) 结构形式: 地上4 层混凝土框架结构, 楼 ( 屋) 面板均为混凝土现浇板。
2) 材料信息: 1 层、3 层及4 层混凝土梁柱构件抗压强度为C20; 2 层混凝土梁柱构件抗压强度为C25; 楼 ( 屋) 面板混凝土抗压强度为C20, 厚0. 1 m。
3) 地震及场地信息: 场地类别为Ⅱ类, 设计地震分组为2 组, 抗震设防烈度为8 度, 设计基本地震加速度值为0. 2g, 设计特征周期为0. 4 s, 建筑结构安全等级为二级, 重要性系数为1. 0。
4) 荷载信息: 该建筑物地面粗糙度为C类。基本风压为0. 3 k N / m2, 地形修正系数1, 迎风面体型系数0. 8, 背风面体型系数- 0. 5。楼 ( 屋) 面荷载依据规范设定。
按照规范[3], 多遇地震作用下层间位移角极限值为1 /550, 经由MIDAS计算结果显示建筑物1 层~ 3 层最大层间位移角均超限。
2 有限元模型的建立
MIDAS建模时, 梁和柱采用梁单元, 楼面采用板单元, 墙面荷载均布在下部的梁上。对应的ANSYS建模, 依据规范[3]对荷载的规定, 将所需恒荷载和活荷载按比例进行组合计算后以附加质量形式输入结构模型中来完成建模。梁和柱都使用Beam189 高阶梁单元, 楼面使用Shell281 高阶壳单元, 质量分布都采用ADMSUA附加质量的方式。距梁0. 001 m处建立新梁, 以此来附加由墙面荷载转化的质量, 然后耦合近距离的所有节点, 使同一位置各梁一体化, 达到与MIDAS梁上附加墙面荷载一致的效果。
3 有限元模型的对比验证
为验证两种有限元模型建模方式是否保证了模型主要参数未发生较大变动, 选定未使用BRB加固的模型, 将ANSYS, MIDAS的模型进行了对比。结果显示: 模型各层质量和总质量相对误差在0. 1% 内, 模态分析前9 阶各阶周期相对误差最大6% , 由此可见, 两种软件建立的有限元模型基本一致, 具有良好的适用性。
4 地震波选取
鉴于规范[3]中第5. 1. 2 条规定, 本文选用两组天然波和一组人工波: San Fernando, El Centro, AW915, 各地震波加速度时程曲线如图2 所示。多遇、设防、罕遇地震下加速度峰值分别为70 cm / s2, 200 cm/s2, 400 cm/s2。多遇地震下, 三种转换地震波的平均地震影响系数曲线与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线的关系如图3 所示, 对应于结构前三阶主要振型的周期点上相差分别为19. 1% ( T1) , 14. 8% ( T2) , 17. 8% ( T3) , 符合“统计意义上相符”的规定。
5 BRB支撑设置
一共布置18 个8 种不同参数的BRB支撑, 具体布置位置见图4。
6 多遇地震分析
6. 1 模态分析
ANSYS, MIDAS两种仿真软件无BRB和有BRB有限元模型的前三阶模态数据详细对比见表1, 表2。由此可知, BRB加固后结构的模型周期有所改观。
6. 2 层间位移角检验
依据规范[4], MIDAS分别计算恒载工况、活载工况、恒载+0. 5 活载工况、X向风荷载、Y向风荷载、X向水平地震荷载工况、Y向水平地震荷载工况7 种工况下的层间位移和层间位移角。结果显示, 均满足规范[3]要求。
6. 3 时程分析结果
限于篇幅和简洁性的要求, 本次多遇地震时程分析结果只随意选择San Fernando波进行对比分析。非线性时程分析均采用直接积分法, 结构阻尼使用瑞利阻尼, 阻尼比均取0. 05。依据规范[3], 将地震波的峰值调整为70 cm/s2。各层层间位移角最大值见图5, 结果显示层间位移角满足规范[3]层间位移角极限值1/550的要求。
7 罕遇地震时程分析
三组罕遇地震波作用下BRB加固与否两种有限元模型各层最大层间位移角分别如图6 ~ 图9 所示。
由图6 ~ 图9 可知, 各层间位移角都在1 /100 以内, 完全满足规范[3]1 /50 的要求, 并且加固的结构层间位移角整体呈减小趋势, 说明加固后有效减弱了结构的地震响应。其中ANSYS, MIDAS仿真分析结果显示层间位移角最大分别减小54. 96% , 49. 03% 。
8 多遇、罕遇地震下BRB性能分析
提取MIDAS仿真中San Fernando地震波对应多遇、罕遇地震波作用下7 号BRB支撑的变形—力滞回曲线, 见图10。其他BRB支撑的滞回曲线与7 号BRB的相似, 在此不再罗列。对比可知: 1) 多遇地震作用下, 整个地震时间段内BRB基本都处于弹性阶段; 2) 罕遇地震作用下, BRB滞回曲线很饱满, 耗能充分, 很好的体现出支撑在大震时既起到增加结构附加刚度的作用, 又有耗能减震的作用; 3) 罕遇地震作用下, 最外围较大位移幅值的滞回环比较稀疏, 不是主要耗能部分, 有效抑制了疲劳破坏的趋势 ( BRB工作状态频繁接近强度极限的话, 很容易造成往复疲劳破坏) 。
9 结语
基于BRB加固设计方法, 联合使用ANSYS和MIDAS两种常用有限元分析软件, 以相关规范为依据, 对BRB支撑加固前后的结构进行抗震验算。对结构分析可以得出结论: 1) 多遇、罕遇地震下, 加固后结构层间位移角均满足规范要求; 2) 在罕遇地震下, 层间位移角最大减小约50% , 有效减弱主要构件塑性铰的出现, 保证了结构整体安全性。
参考文献
[1]GB 50367—2013, 混凝土结构加固设计规范[S].
[2]GB 50010—2010, 混凝土结构设计规范[S].
[3]GB 50011—2010, 建筑抗震设计规范[S].
屈曲约束支撑体系的应用与分析 篇5
1 屈曲约束支撑体系的基本原理
屈曲约束支撑体系是一种新型的钢结构耗能支撑, 整个体系的中心在于芯材, 它一般是用屈服点比较低的钢材料铸造而成的, 这种结构在轴向力的作用下能够产生很大的塑性变形, 从而达到耗能的效果, 同时为了不让芯材在受压的时候整体都变得弯曲, 芯材就被放置在一个特制的钢管套中, 并将混凝土和砂浆灌注于钢管套中, 起到定形和加固作用, 这就能够使芯材在受拉和受压的时候都可以达到一定的屈曲程度。在灌注砂浆或混凝土的时候, 通常会在芯材和砂浆之间设置一层无粘结性的材料, 或者空留出一层比较狭小的空气层, 这是为了有效降低芯材受轴力时传给砂浆或者混凝土的力, 当然, 尽量消除这个传力能更有效地提高支撑的承载力, 使得整个支撑结构在受到重压的时候也能达到完全的屈服, 受压承载力和受拉承载力保持相当的数值, 很好地克服了传统的支撑结构受压屈曲的不足之处, 提高了支撑体系的承载能力, 支撑的滞回曲线达到饱满的状态, 抗震性能明显增强。
屈曲约束支撑构架的横截面具有多种类型, 包括平板形、十字形、工字形、圆管形、方管形, 有些类型的芯材与钢管套之间没有灌注混凝土或者是砂浆, 这是根据芯材的架构方式和钢管套的形状而定的, 芯材和钢管套的组合具有天然稳定性的就可以将二者的自然缝隙作为空气层, 不用另外加固。
一般的屈曲约束支撑体系可分为约束屈服段、约束非屈服段、无约束非屈服段、无粘结可膨胀材料、屈曲约束机构五个部分。每一部分的作用和性能各有所侧重, 所使用的材料也有所不同, 达到的支撑效果也相异, 但五个部分有机组合才能使屈曲约束支撑体系的功能发挥到最大。具体来说, 约束屈服段通常要使用延性比较好的钢材, 具有中等屈服强度, 也可以使用高强度的低合金钢材, 以达到此段在反复荷载作用力的压迫下所要求的标准强度值。
约束非屈服段一般是约束屈服段的延伸部分, 被钢管套和砂浆所包围, 为了让它在弹性状态下正常工作, 就必须另外增加构件的截面积, 可以用增加截面的宽度来实现, 或者通过焊接加劲肋来达到预期目的。无约束非屈服段的特点是穿出钢管套和砂浆, 直接与框架相连接。它属于约束非屈服段的部分延伸段。在现场进行安装的时候, 通常使用螺栓进行连接, 有时也用焊接的方式来连接, 各有所长, 依据实际情况的需要而定。无粘结可膨胀材料的作用是能充分降低甚至可以消除支撑体系芯材受约束段和砂浆之间的剪力, 经常选用的材料包括橡胶、硅胶、乳胶、聚乙烯额等等, 它们都具有无粘结性和很强的弹性, 可以起到有效缓冲压力的效果。屈曲约束支撑体系的套管作用很大, 这也是它与传统支撑体系的最大不同点。支撑钢管套的工作原理也非常简单, 容易理解, 操作方面。支撑体系的芯材一般不和钢管套发生接触, 所有荷载力都施加在芯材上面, 芯材由于荷载力的作用便会发生弯曲变形, 同时会给钢管套的内壁带来挤压力, 造成钢管套的屈曲, 产生弯曲应力。倘若弯曲应力小于材料的屈服强度, 就使得芯材达到很高的应力水平, 大大超出芯材材料的屈服强度, 从而实现钢管套对芯材的保护功能, 提高支撑框架的承受能力。同时要注意的问题是使用的钢管套必须具有足够的刚度和强度, 否则就会在受压力的情况下发生局部的鼓曲。
屈曲约束支撑体系的特殊结构和技术原理使得它具备普通支撑框架和抗弯刚框架所没有的优势, 所以在实际应用中的范围十分广阔, 尤其在高层和超高层建筑中的应用效果更佳。
2 屈曲约束支撑体系的实际应用
屈曲约束支撑体系在实际应用中有其它框架无可比拟的优势。主要表现在一是在遇到小震的时候, 屈曲约束支撑框架明显比抗弯刚框架的弹性刚度要高出很多, 容易达到规范的变形要求。二是在遇到强震的时候, 屈曲约束支撑框架相较传统中心支撑框架具有更强和更稳定的能量耗散能力, 这关键在于屈曲约束支撑具有受拉和受压屈服性。另外在抗震加固中, 屈曲约束支撑体系的地基费用也比传统的支撑体系框架便宜很多。同时, 屈曲约束支撑体系的钢材总用量也比其它框架结构的用量低很多, 非常经济便捷。三是在安装方面, 屈曲约束支撑体系是用螺栓连接到节点板上的, 省去了现场焊接和检测的步骤, 容易操作, 方便实用。四是屈曲约束支撑在遇到大震遭受严重损坏后, 支撑构件可以进行更换。同时由于支撑的刚度和强度非常容易调整, 这就使得屈曲约束支撑框架的设计比较灵活, 且种类比较齐全。
随着建筑物的层数越来越多, 人们对建筑物的抗震性能的要求也愈来愈高, 屈曲约束支撑体系不仅能够达到建筑物所要求的抗震系数, 还能降低震后的维修费用, 这有赖于它独特的设计方法。一般的支撑框架结构在强烈地震中, 支撑体系和梁、柱结构都会受到严重破坏, 而且无法修复, 建筑物只能报废。但是屈曲约束支撑体系却能够在强烈地震中进入塑性进行耗能, 另外的主体结构或是保持弹性状态或是也进入塑性耗能, 所以屈曲约束框架的整体变形量比其它的框架结构要低很多, 震后的建筑物还可以进行再利用, 只要取下损坏了的屈曲约束支撑更换新的即可。
屈曲约束支撑体系的优越性能显而易见, 尤其是抗震结构构件的性能颇受青睐。但是现阶段, 国内外都没有统一的屈曲约束支撑体系的标准, 一般都是根据建筑本身的要求的而定的, 通常采用建筑企业的行内标准。我国在这方面也借鉴了很多外国的先进研究成果, 但是想要取得长远的发展效益就必须开发研制适合我国建筑实际需求的屈曲约束支撑体系理论和实际应用技术。我国使用的屈曲约束支撑很多是从日本和美国进口的, 价格比较昂贵, 很难在市场上得到普及。目前, 我国研制出一种符合我国钢材生产能力屈曲约束支撑的芯材材料, 称为TJI型, 具有的特点包括一是材料都是国产的, 降低了成本费用和运输费用, 二是不再通过添加材料来提高稳定性, 而是通过钢管内的加劲肋结构来给支撑芯板提供足够稳定的约束作用, 同样具有稳定的滞回性能。
3 结语
综上所述, 经过研究和实践的证明, 屈曲约束支撑体系的确是一种非常高效的耗能构件, 同时具备良好的延性与滞回性能以及强大的承载力, 广泛应用于建筑结构中。在关注屈曲约束支撑的优点的同时, 也不能忽略了它依然存在很多理论方面的不足之处, 进一步完善其理论体系和设计方法是一项长久课题。
参考文献
[1]张继承, 刘飞, 江韬, 等.防屈曲支撑节点板平面外稳定承载力数值分析[J].华侨大学学报 (自然科学版) , 2010 (2) .
[2]蔡克铨, 等.双管式挫屈束制支撑之耐震行为与应用[J].建筑钢结构进展, 2005 (7) .
屈曲约束支撑在工程中的应用 篇6
由于普通支撑受压屈曲不利于能量耗散, 传统的中心支撑 (钢支撑) 在中震和强震时, 支撑会受压屈曲, 从而限制了支撑作为抗侧力构件的耗能能力, 且地震后结构修复困难。因此相对于传统CBF提出了一种新的可以避免支撑屈曲的体系, 称为屈曲约束支撑钢框架BRBF (Buckling Restrained Braced Frame) , 屈曲约束支撑 (Buckling Restrained Brace) 由芯材、外套筒以及套筒内无黏结材料组成。
一、国内外研究情况
1. 国外研究情况。
Yoshino是研究屈曲约束支撑的先驱, 他对称为“支撑剪力墙”的结构进行了反复荷载试验研究。Wakabayashi将钢板支撑夹在一对预制钢筋混凝土板之间, 进行了拉伸、压缩、子系统以及两层框架系统的试验。在Wakabayashi研究的基础上, 日本在20世纪80和90年代对芯材加钢管的屈曲约束支撑进行了多次研究。Iwata于2000年对4种在日本商业应用的约束屈曲支撑进行了研究。1999年Clark在加州大学伯克利分校进行了3个大比例约束屈曲支撑的试验, 为美国第一座使用屈曲约束支撑的建筑的结构设计和施工提供技术支持。2002年在伯克利加州大学完成了屈曲约束支撑框架的反复荷载试验并取得成功, 验证了结构稳定理论, 测试了在罕遇地震下的非弹性变形能力, 标定了滞回模型。Black等还进行了整体屈曲时的稳定分析、芯材在高阶模态下的屈曲行为和塑性扭转屈曲问题的研究。Higgins和Newell研究了一种用圆钢管充填无黏结材料级配砾石作为屈曲约束机构的约束屈曲支撑。2003—2004年, 在圣迭戈加州大学, 利用SRMD (结构减震设施) 大型试验系统完成了足尺寸屈曲约束支撑构件的拟动力加载试验。SEAOC (美国加州结构工程师学会) 与AISC (美国钢结构学会) 联合委员会于2001年制定了《屈曲约束支撑推荐规定》, 并于2005年1月将这些规定写入了最新的《钢结构建筑抗震规定》。
2. 国内研究情况。
台湾的陈正诚对用低屈服点钢材 (fy=100MPa) 制成的屈曲约束支撑恢复力特性进行了研究。台湾的蔡克铨等研究了无黏结材料对屈曲约束支撑滞回反应的影响。清华大学的郭彦林教授对屈曲约束支撑进行了有限元分析和整体稳定性能研究, 并分析了约束比、内核板件宽度比、初始缺陷、间隙等参数对支撑性能的影响, 同时也简单地给出了初步简化设计方法。同济大学的邓长根教授对屈曲约束支撑的稳定问题做了一定的研究, 并提出了一种新型屈曲约束支撑, 即压力只由内核钢支撑承担, 内核受力构件与侧撑构件之间不填充混凝土而是保留有一定的间隙, 外钢管在端部收缩, 使两者在端部间隙很小, 同时设置一定厚度的挡板并与内钢管焊接, 用来限制外钢管的滑移的支撑形式, 并对这种新型屈曲约束支撑的稳定问题作了相应的研究。
同济大学多高层钢结构及钢结构抗火研究室研制的TJ型屈曲约束支撑是国内首次实现全面国产化的屈曲约束支撑, 且已经产品化。其支撑性能与国外同类型产品相当, 而价格仅为国外产品的1/4, 且缩短了供货周期。TJ型屈曲约束支撑滞回性能优越, 并开发了产品设计手册, 为设计人员进行屈曲约束支撑设计提供了方便。
二、屈曲约束支撑的特点
屈曲约束支撑作为一种新型的耗能支撑, 解决了普通钢支撑的失稳破坏的问题, 使钢结构支撑在受拉和受压时的性能一致, 从而大大提高了钢材的利用率。由于屈曲耗能支撑本身没有受压稳定的问题, 与相同条件下的普通支撑相比, 其截面可大大减小, 能够改善结构整体抗震性能。抗震性能是地震区建筑结构设计过程中的一项重要指标, 合理的抗震耗能体系不仅可以降低结构的造价, 其更大的作用体现在遭受地震时保护结构主体不受破坏与结构使用者的生命不受到威胁。作为抗震耗能性能优越的代表产品之一, 屈曲约束支撑在国内外工程中的应用正在逐渐推广。
对于采用了屈曲约束支撑的结构而言, 屈曲约束支撑成为了结构的耗能元件, 起到结构“保险丝”的作用。屈曲约束耗能支撑结构延性性能好, 耗能能力强, 在强烈地震作用下, 由于屈曲约束支撑消耗了大量地震能量, 主体结构将不会破坏, 从而保护建筑物内人员安全和财产安全。同时, 由于屈曲耗能支撑便于拆卸维修, 从而能够实现结构整体大震易修的目的。
屈曲约束耗能支撑技术的应用, 不仅提高了结构整体的抗震性能, 特别是提高结构在大震作用下性能, 同时由于能够消耗地震能量, 因此能够减轻主体结构所受的地震作用, 减小主体结构的材料用量, 因此具有很好的经济效益。
1. 承载力高。
由于芯材不受长细比控制, 抗震设计中, 屈曲约束支撑的轴向承载力设计值为:Nb=Af, 因此可以大大提高钢材的利用效率, 节省钢材的用量, 从而能够带来显著的经济效益, 节省投资。统计数据表明, 采用屈曲约束支撑结构体系与普通支撑结构体系相比, 能够节省20%~30%的钢材。同时另一方面也将带来节能环保和减少污染的社会效益。
2. 减小相邻构件受力。
当支撑为人字形或V字型布置时, 由于普通支撑受压屈曲, 受拉与受压承载力差异可能很大, 而普通支撑的截面由受压稳定承载力控制, 但支撑受拉时其内力最大可达到受拉承载力, 故与支撑相邻构件的内力由支撑受拉承载力控制。如采用屈曲约束支撑, 支撑受拉与受压承载力差异很小, 可大大减小与支撑相邻构件的内力 (包括基础) , 减小构件截面尺寸, 降低结构造价 (平均造价节约为10%~20%) 。
3. 延性性能好。
屈曲约束支撑在弹性阶段工作时, 就如同普通支撑可为结构提供很大的抗侧刚度, 可用于抵抗小震以及风荷载的作用。在弹塑性阶段工作时, 变形能力强、滞回性能好, 就如同一个性能优良的耗能阻尼器, 可用于结构抵御强烈地震作用, 大大提高了结构的抗震性能。
4. 保护主体结构。
在建筑工程中, 尤其是我国的《抗震设防分类标准》中属于重点设防类建筑, 在地震时其功能不能中断或者需要尽快恢复, 在强震作用下保护主体结构的不破坏和降低人员伤亡显得更为重要。
屈曲约束支撑具有明确的屈服承载力, 在大震下可起到“保险丝”的作用, 用于保护主体结构在大震下不屈服或者不严重破坏, 将地震情况下的经济损失与人员伤亡降低到最小程度。并且大震后, 可以方便地更换损坏的支撑, 大大缩短了震后修复重新投入使用的时间, 避免震后进一步的经济损失, 因此在该建筑中采用屈曲约束支撑能够带来显著的社会效益。
三、屈曲约束支撑的应用
1. 国外的应用。
屈曲约束支撑在日本应用较多, 在美国、加拿大和我国台湾地区也有使用。
1995年神户地震后, 屈曲约束支撑体系在日本被大量使用。1994年北岭地震后, 美国也开始接受这种体系。目前日本已有250栋建筑、美国有50栋已建和在建的建筑使用了这种体系。
1999年台湾集集地震以后, 正在建设中的台中县政府大楼就进行了重新的抗震验算, 最后采取给结构中增加屈曲约束支撑来提高结构的抗震等级;台北101国际金融中心大楼也采用了屈曲约束支撑技术。
2. 国内的应用。
我国大陆地区也在推广这种支撑体系, 目前该支撑形式应用前景很好, 已经在北京、上海、西安等在建建筑中开始使用。上海世博中心、上海虹桥交通枢纽、上海申虹办公楼、东方体育中心等一批地标性建筑物中得到应用, 取得了良好的经济效益和社会效益。
北京通用国际时代广场是103m的钢结构建筑, 考虑地处8度设防, 设计中采用了延性较好的框筒结构, 偏心钢支撑及首次在大陆使用的屈曲约束支撑。上海世博中心为中国2010年世博会四大永久场馆之一, 总建筑面积约14万m2。地下1层, 地上7层, 在结构关键部位采用500多根屈曲约束支撑, 大幅度降低了结构用钢量, 提高了抗震性能。
防屈曲支撑 篇7
太原市财贸学校综合楼位于山西省太原市小店区坞城北街42 号。本工程地下1 层, 地上6 层, 建筑面积10 488. 73 m2, 总高度23. 1 m, 结构为框架结构; 建筑耐火等级地下一级, 地上二级。抗震设防烈度为8 度。该工程粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系共采用28 套屈曲约束支撑 ( BRB单支撑) , 分布在1 层~ 5 层;15 套粘滞阻尼器 ( 包括钢支撑和混凝土支撑) , 分布在2 层~4 层。
2 工艺原理
虽粘滞阻尼器一般考虑其对结构仅附加阻尼、不附加刚度, 但屈曲约束支撑可为结构附加刚度, 对框架结构提供抗侧刚度、屈服承载力, 因此结构中增设屈曲约束支撑后, 可使框架结构在大震下不屈服或者不会受到严重破坏, 并且大震后, 经核查后, 可以方便地更换损坏的支撑。
在多遇地震作用下, 结构层水平、垂直方向剪力有较大幅度衰减。在多遇、罕遇地震波作用下弹性层间位移角不满足要求, 在结构中设置粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系后, 结构水平、垂直方向层间位移角减小, 满足规范 ( 1 /550, 1 /50) 的限值要求, 结构中增设粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系装置后, 发挥了很好的耗能能力, 提高了结构的抗震性能。粘滞阻尼器在多遇和罕遇地震作用下均具有滞回曲线饱满的特点, 具有吸收和消耗地震输入结构中的冲击能量, 发挥了很好的消能能力, 提高了结构的抗震性能。
屈曲约束支撑的主要作用是抗震。粘滞耗能阻尼器的主要作用是消能。
3 工艺流程及施工操作要点
3. 1 工艺流程
施工准备→粘滞阻尼器、屈曲约束支撑进场→粘滞阻尼器、屈曲约束支撑安装→验收。
3. 2 施工操作要点
1) 施工准备。从材料、机械、人员、技术和施工现场等方面进行准备, 施工前组织施工相关人员学习, 对工程现状、周围环境进行实地了解。对施工人员进行现场安全教育和技术交底、操作培训, 确保施工操作顺利进行。2) 粘滞阻尼器、屈曲约束支撑进场。a. 粘滞阻尼器、屈曲约束支撑和构件到场后, 根据随车货运清单核对所到粘滞阻尼器、屈曲约束支撑的数量、编号是否配套, 构件是否相符, 如发现不配套、不相符, 应立即联系加工厂更换或补充构件, 以备施工之需。b. 所用计量检测工具要严格按照规定进行检验。c. 根据安装顺序的要求, 在吊装前应将所需的钢梁、连接板、阻尼器运至现场, 钢构件卸货点要靠近安装位置, 尽量不要叠放。d. 多种构件应按种类、型号、安装顺序分区存放, 现场有专人负责, 不能混乱, 并尽量避免二次倒运。e. 对于构件连接的各种小的连接件等放入专用库房, 并配有专人发放、保管, 不能混乱。f. 构件及阻尼器运至现场, 堆放到指定的临时堆放场地的位置, 并做好标识。构件及阻尼器的标记应外露以便于识别和检验。3) 粘滞阻尼器、屈曲约束支撑安装。a. 确定安装点, 并根据图纸要求, 将安装所需的阻尼器及构件运输至安装点附近。测量安装点的相关尺寸, 并与产品及构件等尺寸进行比对, 记录安装点的实测尺寸与产品及构件之间的误差。制订尺寸误差的修正方案, 借助钢直尺、水平仪等工具, 对安装点进行划线和定位。b. 粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系的安装、焊接按JGJ 297—2013 建筑消能减震技术规程和GB 50755—2012 钢结构工程施工规范进行施工, 在粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系安装位置的梁和柱处预先安装有预埋件, 预埋件与节点板、支撑通过现场焊接方式连接, 焊缝为T形对接和角接焊缝, 焊缝质量等级为二级。粘滞阻尼器通过销轴与节点板相连。4 ) 验收。安装后应按GB50205—2001 钢结构工程施工质量验收规范、GB 50204—2015 混凝土结构工程施工质量验收规范和设计图纸要求进行检查验收。
4 施工特点
粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系具有概念简明、减震机理明确、减震效果明显、构造简单、安装和维护方便、对结构的建筑功能和日常使用功能影响较小、适用范围广等特点, 近几年来, 已广泛应用于各类公共建筑。
5 质量、安全、环保措施
5. 1 质量控制
1) 工程开工前, 必须编制专项施工方案, 技术负责人按施工方案对施工操作人员进行工艺流程、施工要点等的技术交底, 使操作人员在施工中做到心中有数, 操作规范。2) 工程使用的粘滞阻尼器、屈曲约束支撑、构件等均应有出场合格证或质量证明书, 按规定应进行复检的粘滞阻尼器、屈曲约束支撑和构件, 必须经复检合格后, 方可使用到工程上。3) 质检员对施工的过程进行检查、控制, 对发现有违反操作规程和不符合规范要求时, 质检员有权责令立即停止施工, 在现场再一次进行技术交底, 把隐患消除在萌芽状态。4) 粘滞阻尼器组合屈曲约束支撑体系的焊缝刷涂料隐蔽前, 质检员不仅要检查焊缝实体质量, 而且还要检查超声波探伤检验报告是否符合要求。经质检员自检验收合格后报专业监理工程师或建设单位项目负责人进行复查验收, 并验证隐蔽工程记录是否完整、齐全。5) 设计要求的二级焊缝已按20% 比例、B级检验等级、三级评定等级进行内部缺陷的超声波探伤检验, 所检34 条焊缝均符合GB/T 29712—2013 焊缝无损检测超声检测验收等级标准中验收等级二级的要求。
5. 2 安全措施
1) 建立以项目经理为首的安全保证体系, 设专职安全员, 施工管理人员要确定自己安全责任目标, 实行项目经理责任制, 做到分工明确, 责任到人。2) 操作人员必须戴好安全帽, 施工前进行三级安全教育和安全技术交底。3) 按施工现场临时用电管理制度加强临时用电安全管理。每月进行一次检查和维修, 检查和维修人员必须是专业电工。电工必须经建设主管部门考核合格, 取得建筑施工特种作业人员操作资格证后, 方可上岗作业。工作时必须穿戴好绝缘用品, 必须使用绝缘工具。4) 在高空用电焊时, 应采用防御措施, 防火花落下起火伤人, 在施工现场焊接时, 需在下方设置挂篮或接火盆, 将电焊火花有效收集。5) 针对炎热夏季、天气干燥, 易发生火灾事故, 对生活区、作业区、仓库等易燃场所防火器材、设施等进行安全检查, 及时消除安全隐患。
5. 3 环保措施
1) 施工现场封闭施工, 完善施工现场出入管理制度, 严禁非工作人员进入施工现场。2) 施工现场材料、机具要堆放整齐, 禁止乱堆放、乱放。3) 焊接作业的施工操作人员要正确佩戴防护面具和口罩, 在施工过程中严格按操作规程施工, 并保证作业场所通风畅通。4) 从事高温作业的施工人员应减少工作时间, 注意休息, 保证充足的饮水, 并佩戴好防护用品。5) 施工垃圾分类堆放, 严禁将垃圾随意堆放和抛撒。
6 结语