桁架支撑（通用7篇）
桁架支撑 篇1
武夷山清水盛典大型演出项目位于武夷山市三菇旅游度假区,是省市重点工程项目,该项目由法国ECA2公司进行概念设计,中国一冶集团有限公司进行观众席屋顶钢结构详图(深化)设计和制作、安装施工。该体系由8榀钢管桁架和上、下弦连杆组成,8榀钢管桁架对称布置,最大悬挑距离41.581m,单榀最大质量约67.7t,8榀钢管桁架分别通过支座与看台建筑后部两排预埋地脚螺栓连接,支撑整个屋顶,钢管桁架支座标高为16.360m,悬挑端部标高22m,屋顶整体呈双曲面造型,长度约54m,宽度约70m,采用的独立悬挑型式结构在国内建筑中较为少见,吊装和临时支撑的稳定尤为重要,本吊装技术总结针对主桁架临时支撑设计计算和主桁架吊装技术进行总结,现场吊装平面图如图1所示。
施工方案设计
主要施工条件
该项目位于旅游区,广场北侧进场仅一条6m宽的水泥路面,不能满足大型起重机的组装与安装期间其他车辆通行,需在宽度方向拓宽至10m,长度方向不小于130m。拼装场地需平整硬化,划分区域见平面布置图1所示。拼装及堆放区域内土方进行压实后,上部浇筑30mm厚C20混凝生并找平。750t履带起重机主吊装区域行走道路宽16m,地基承载力为0.16～0.20MPa,并出具相应的地基承载力报告,满足要求后方可吊装。根据施工方案,临时支撑胎架需穿过看台预留孔。临时胎架最大支反力达273kN,支撑基础需满足要求。
重难点分析
对临时支撑基础进行专业设计,确保基础稳定,根据软件计算出支撑反力。支撑胎架制作、安装过程中,严格按正式二程控制施工质量,在施工过程中定期进行基础沉降观测,确保支撑体系稳定性在可控范围内。
因场地受限,主起重机不能在两侧或在看台前方吊装,只能在北侧作业,因此,加大了主起重机的吊装作业半径,最大达76m。主桁架吊装采用750t全超起配重工况,主臂48.8m,起落式副臂64m,超起后回转半径18m,HJ-l.a、HJ-2a吊装需使用390t全超起配重,HJ-3a、HJ-4a吊装需使用210t超起配重,吊装就位作业半径最大达76m。750t起重机对地整体压力达1300t,地基稳定是涉及设备及人员安全的重中之重,地基处理后进行相关的压力试验。主桁架吊装就位落钩前,支撑胎架顶部设置调节柱,严格控制安装标高,确保变形量在有效控制范围内。
临时支撑方案设计
在钢管桁架全长的2/3处位置设置临时承重支撑胎架,胎架顶部设置操作钢平台,以约束钢管桁架自由端。由于临时支撑胎架设置位置与看台有交集,考虑看台的混凝土结构部分设计时均未包括该载荷,且该载荷较大,应在±0.000地面单独设置临时支撑胎架混凝土基础,基础上设置预埋件,以承载上部重量。与看台交集处需预留洞口,作为临时支撑胎架4根立柱穿过之用。
鉴于上述条件、难点的原因,拟采用搭设非标节和标准节组合形式格构架支撑方案,具体方案如下:①支撑胎架安装前,混凝土基础、看台预留洞口等应具备安装条件。②根据支撑胎架的设计计算,格构胎架平面尺寸为2.5m×2.5m,立杆截面尺寸为Φ299×8,横杆截面尺寸为H200×200×12×8,斜杆截面尺寸为角钢100mm×10mm,材质均为Q235B。顶部平台结构主要采用HW500×200×16×10轧制H型钢,材质Q235B,杆件和平台件均选择全熔透焊接。③支撑胎架由2.5m×2.5m×5m底座节、顶端节组合而成,底座节、顶端节均熔透焊接。④底座与基础预埋件焊接定位后，节与节之间以芯轴定位,销轴加防脱销连接,直至达到规定高度。⑤现场作业时仍要重视对胎架进行必要的临时加固处理,进一步降低环境不利因素对胎架的影响,在看台两侧处各2个支撑(HJ-1a、HJ-2a、HJ-1、HJ-2主桁架支撑)拉缆风绳,地锚选用已有建筑物的立柱,并征得相关单位同意,其余支撑胎架在与看台预留孔处设置固定件与看台连接以增加支撑胎架的稳定性,支撑胎架示意图如图2所示。
吊装方案设计
吊装地基处理
根据总平面图,划定场地处理范围,主要分4大块区域,见图3地基处理平面布置图,针对吊装参数,重点处理该区域。
桁架HJ-1a在本次吊装设备吊装中就位作业半径最大,而且是最先吊装的钢结构,750t履带起重机在此区域组装完毕后开始吊装。根据CAD模拟起重机组装及吊装站位,重点对750t主吊装站位处地基进行处理,具体见地基处理范围图。地基处理完毕后可用超起配重做静压实验,检验地基稳定性。
该吊装工程地基处理进行了专业设计,吊装前我方检查第三方地基检验报告是否满足要求,否则不能吊装。根据现有场地平面布置,优化吊装方案,合理布置主起重机站位,并考虑750t履带起重机不同超起配重的起重性能,合理布置桁架拼装位置,尽量减少吊装过程的行走和频繁倒运路基箱的工作,提高作业效率的同时,减少了地面硬化的范围,大大节省施工成本。
前3榀吊装地基要求最高,750t履带起重机本体重830t,超起配重390t,单榀桁架重67t,吊索具重10t,总重1297t,路基箱横向铺设,两履带起重机下方铺设8块路基箱,平均对地压力0.097MPa,由于吊装过程产生动载荷和履带前后不均衡受力,取1.8倍系数,即所需地基承载力不小于0.175MPa,建议吊装地面承载力不小于0.20MPa,不带超起作业区地基承载力不小于0.18MPa,超起配重安装作业区地基承载力不小于0.16MPa。局部区域承压力不足考虑在级配碎石中添加水泥、沙,加水固化后提高其承压力,所有吊装区域地面水平度小于5/1000。大型设备吊装采取路基板横向铺设的方法可进一步减小其对地压力。
为减少750t履带起重机的使用成本,主起重机进场前在现场使用80t履带起重机预拼装3榀,主起重机具备使用条件后,安装临时支撑胎架后,可直接开始主桁架的吊装,在一定程度上节省了大型履带起重机的使用成本。
先吊装最远跨HJ-1a桁架,依次从远到近吊装,以便腾让出作业空间。
吊装计算
吊装采用8个吊点,构件质量为67.7t,吊装夹角按最不利角度45°计算,每个吊点最大拉力F=[67.7/8]/cos45°=12.0t=117.6kN。
选用Φ36.5mm,长40000mm左右钢丝绳8根,对折使用,两侧4个吊点使用4根短绳扣对折绕过主桁架主管,绳头一端用17.5t卸扣与主吊索连接,另一端使用20t手动葫芦调节。钢丝绳破断拉力总和Fg=931.5kN,不均衡系数α=0.82,安全系数K=8。
Φ36.5mm钢丝绳对折使用后许用拉力:T=0.82×931.5×2×0.75/8=143.2kN>117.6kN,满足吊装要求,其中,0.75为钢丝绳对折后的折减系数。
根据计算软件缆风绳侧向力最大50kN,选用Φ18.5mm钢丝绳,破断拉力219kN,不均衡系数α=0.82,安全系数K=3.5,T=219×0.82/3.5=51.3 kN>50 kN,满足要求。
桁架吊装
先吊装HJ-1a和HJ-2a桁架后,然后及时安装之间的连杆,之后每吊装一榀桁架后安装之间的连杆,确保整体稳定。HJ-4与HJ4a、HJ-3与HJ-3a、HJ-2与HJ-2a、HJ-1与HJ-1a基本对称布置,吊装起吊和就位半径各不相同,吊装索具及应力分析数据相同,可参照上述软件分析的参数。
胎架试压检查及沉降观测
每个主桁架吊装定位完毕后,拧紧3个支座基础共36套地脚螺栓,该螺栓规格已超规范,按计算实际拧紧力矩6881N.m。确保胎架顶部支撑稳定后,750t主起重机缓慢落钩,检查支撑基础沉降及变形(胎架下层量小于5mm),胎架垂直度是否满足要求(垂直度22/1000),观察30min以上,无异常后摘钩。如观测到上述数值超过范围,750t履带起重机暂时不落钩,检查支撑基础和支持等胎架的垂直度,纠正符合要求后落钩,观察30min以上,无异常摘钩。
卸载与支撑胎架拆除
主桁架吊装结束,各桁架间连杆安装完毕后,经业主、监理、总包等相关单位联合检查确认后开始卸载。通过对卸载点的支撑反力、位移变化和结构构件内力变化进行计算分析,选取对结构主要构件内力、变形产生较小影响和支撑胎架承载能力要求相对较低的卸载方案。本项目考虑从中间向两侧同时对称卸载,每次切割调节柱10mm左右,使用千斤顶配合切割作业,切割后注意观察屋面变形量是否满足设计要求。
依据国家行业标准《空间网格结构技术规程》(JGJ7-2010) 3.5.1 Page 15规定,对于悬挑结构,在使用性能状态下,容许扰度值不应大于1/125。本工程采用法国方面的方案,结构扰度达到600mm(1/69,业主提供文件超过中国规范要求近1倍。经过长时间、多角度、全方位的分析设计,最终将结构扰度控制到1/155,达到了中国规范要求。最大悬挑42m,即最大扰度不大于42000×1/155=271mm。
切割调节柱前,在各主桁架前端顶部设置标高,记录标高值。每次切割过程中使用测量仪记录下沉量,同时专人观察焊接球、主桁架重要焊接部位、预埋基础、预埋螺栓等有无异常,发现问题及时停止。正常切割后所有支撑点腾空胎架上支撑点约10mm,静置24h后,再次观察屋面下沉量,如整体下层量在271mm内,即满足设计要求下图为切割柱示意图4所示。
如切割过程中,测量屋面整体下扰值达到270mm,主桁架仍支撑在切割柱上或部分支撑到切割柱上,说明下扰值即将超过设计值,应停止所有切割,暂停卸载工作,等待设计单位和法国方重新论证。
桁架支撑 篇2
关键词：玻璃幕墙,钢桁架,索桁架,应力比,位移
随着玻璃幕墙结构在公共建筑工程中的广泛应用, 其结构设计问题也越来越受到相关设计人员的关注。作为幕墙常用的支撑结构体系, 桁架支承结构不仅要满足通常的结构功能要求, 还要与建筑设计更紧密地配合, 满足建筑的美观性和通透性要求。因此, 钢结构在支承玻璃建筑中发挥了极大的优势, 是目前最为普遍的支承结构体系, 通过采用刚性或柔性支承体系, 可以大大减小钢构件的截面, 形成美观的结构体系。
在进行玻璃幕墙支承体系的结构设计时, 结构设计人员通常是在建筑方案确定后, 采用有限元分析软件进行结构分析。在对计算结果进行研究分析后, 调整诸如结构高度、拉杆预拉力、构件截面积等支承结构中的各种参数, 通过反复试算给出合理的支承体系结构设计方案。本文针对某公共建筑采光大厅12 m玻璃幕墙, 对其刚性及柔性支撑桁架结构体系进行了选型分析及设计。
1 支撑桁架体系
1.1 玻璃幕墙
某公共建筑采光大厅在东、西、南三个方向设置建筑玻璃幕墙, 采用分体驳接的方式与主体结构外围框架相连。建筑设计分割后, 单体幕墙面积约300 m2, 其高度为12 m, 长度为24 m, 按照3×3 m2的网格布置幕墙支撑结构。根据图1所示的幕墙几何尺寸, 确定幕墙的竖向支撑结构和水平支撑结构分别为九榀竖向桁架和三榀水平桁架, 竖向桁架高度为12 m, 水平桁架的高度为24 m, 结构选型设计采用钢桁架及索桁架作为支撑结构。
1.2 钢桁架支撑体系
钢桁架支撑结构由水平桁架和竖向桁架组成, 两方向桁架的厚度均为0.6 m, 采用Q235B材质的圆钢管, 其中上下弦杆的管径按照杆件长细比控制, 取为Φ102×6 mm2, 斜腹杆和竖腹杆的管径考虑与弦杆相匹配取为Φ 73×5 mm2。水平桁架与竖向桁架在相邻两榀之间设置一个节间, 即桁架的节间长度为1.5 m, 以减小支撑桁架弦杆承受玻璃幕墙传递风荷载、地震荷载方向即桁架平面内的计算长度。
幕墙支撑体系水平钢桁架及竖向钢桁架的布置方式如图2所示, 建筑玻璃幕墙单体及支撑钢桁架的SAP2000计算模型如图3所示。
1.3 索桁架支撑体系
索桁架支撑结构由水平桁架和竖向桁架组成, 两方向桁架的厚度均为0.6 m, 采用Q235B材质的圆钢管及拉索, 其中弦杆及竖腹杆的管径与钢桁架相同, 拉索采用Φ 24 (1×61/2.6) mm不锈钢索, 其破断拉力为365 kN。
幕墙支撑体系水平索桁架及竖向索桁架的布置方式如图4所示, 建筑玻璃幕墙单体及支撑索桁架的SAP2000计算模型如图5所示。
2 结构计算及设计
2.1 荷载工况
根据该建筑的玻璃幕墙设计方案、场地情况、《建筑结构荷载规范》GB 50009—2001[1]以及《玻璃幕墙工程技术规范》JGJ 102—2003[2], 确定幕墙系统承受的风荷载和地震荷载如下。
风荷载:场地地面粗糙度取B类, 基本风压为w0=0.45 kN/m2, 风压高度变化系数取μz=1.08, 阵风系数取βgz=1.88, 风载体型系数取μs=1.3, 计算得到风荷载的标准值为wk=1.20 kN/m2。
地震荷载:垂直于玻璃幕墙平面的分布水平地震作用标准值按式 (1) 计算为1.0 kN/m2。
式 (1) 中, qEk为垂直于玻璃幕墙平面的分布水平地震作用标准值;βE为动力放大系数;αmax为水平地震影响系数, 取0.08;Gk为玻璃幕墙重力荷载标准值;A为玻璃幕墙平面面积。
按照结构构件承载能力极限状态限值和挠度位移限值, 确定进行幕墙支撑桁架结构设计的荷载组合工况如下。
(1) 1.0D+1.0L;
(2) 1.0D±1.0W;
(3) 1.2D+0.6L±1.4W;
(4) 1.2D+0.6L±1.4W±0.65E。
2.2 结构设计
钢桁架及索桁架的弦杆为刚性连接杆件, 承受风荷载及地震荷载的平面外荷载效应, 其中索桁架下弦杆改为交叉拉索替代。桁架斜腹杆、竖腹杆和拉索为铰接连接, 弦杆为刚性连接, 边界条件根据连接杆件情况分别设置为刚接约束和铰接约束。
与钢桁架不同, 索桁架在进行结构分析时需要对钢索施加初始预拉力, 本工程中施加的初始预拉力为150 kN, 通过式 (2) 降温法[3]施加。索桁架施加初始预拉力后, 通过结构找形分析得到索桁架体系的初始形态, 在其基础上进行风荷载和地震荷载作用的计算分析。
式 (2) 中, ΔT为温度变化, N为初始预拉力, α为材料线膨胀系数, E为拉索弹性模量, A为拉索有效截面面积。
3 结构选型分析
3.1 应力比的对比
利用SAP2000软件计算得到钢桁架和索桁架钢管构件在工况1～工况4下的应力比如表1、表2所示。索桁架中纵向及横向拉索的最大、最小内力如表3、表4所示。
由表1、表2中的结果可以发现, 钢桁架和索桁架的控制工况均为工况4, 竖向桁架承受大部分的水平荷载作用, 钢桁架竖向弦杆的应力明显大于索桁架弦杆, 水平桁架弦杆应力相差不大, 但索桁架腹杆的应力要远大于钢桁架, 产生原因为索桁架拉索替代钢桁架弦杆导致杆件刚度降低, 腹杆分配内力增大。钢桁架和索桁架杆件的应力比均小于0.9, 表明结构处于安全状态且有一定富余度。
由表3、表4中可以发现, 工况4为拉索内力的控制工况, 竖向拉索承受大部分的水平荷载作用。拉索在各工况下的最大及最小内力均为拉力, 其数值小于拉索破断力, 表明拉索处于正常工作状态。
3.2 位移值的对比
根据《玻璃幕墙工程技术规范》, 桁架支撑体系位移控制工况为工况2, 为减小玻璃的变形, 设计时按《钢结构设计规范》[4]要求, 以1/400限值控制工况4下钢管弦杆的变形。
钢桁架及索桁架在工况2及工况4下的位移如图6～图9所示。位移计算结果表明, 索桁架的变形大于钢桁架, 但其在工况2下的位移值小于1/250限值, 在工况4下的位移值小于1/400的限值, 表明结构设计安全可靠。
4 结论
针对某工程玻璃幕墙支撑桁架体系进行了给定工况下的钢桁架和索桁架的选型计算设计。计算结果表明, 钢桁架和索桁架的应力均处于安全范围, 两种桁架的位移均小于规范限值, 两种桁架体系均能满足设计要求。杆件应力比及位移表明, 竖向桁架承受大部分的水平荷载作用, 钢桁架的应力水平要高于索桁架, 其位移小于索桁架的位移值。综合应力比及位移情况, 选用索桁架作为玻璃幕墙的支撑桁架体系。
参考文献
[1]建筑结构荷载规范 (2006年版) .GB50009—2001.北京:中国建筑工业出版社, 2006
[2]玻璃幕墙工程技术规范.JGJ102—2003.北京:中国建筑工业出版社, 2003
[3]SAP2000中文版使用指南.北京:人民交通出版社, 2006
桁架支撑 篇3
目前我国高层建筑数量以及规模不断增加, 这极大程度上提升了人们工作以及居住的舒适度以及方便性, 因此其也对整体建筑施工提出更高的质量要求。桁架式模板支撑体系是当前应用较多的高层建筑模板支撑体系之一, 其具有成本低、操作简单、施工质量易控制等特点。本文首先阐述了案例工程概况, 然后分别对桁架梁相关施工、施工质量检测和验收以及工程拆除作业进行具体解析, 从而为保证桁架式模板支撑体系应用质量提供一定的参考。
1 案例工程概况
某工程建筑物建筑面积为130 000 m2, 其地上部分楼层数量为54层, 而26层~39层局部架空层高度为51.4 m, 其实际架空面积为19.6 m2, 39层层高为3.9 m, 38层楼面具有大梁支撑。本工程主要采用桁架模板支撑体系, 每2榀15 m钢结构桁架梁对齐39层的大梁搁置在38层, 本工程38层一共设置10榀钢结构桁架。
2 桁架梁相关施工
2.1 桁架梁制作
施工人员应在施工现场进行桁架梁制作、焊接以及相关拼装, 并将桁架和相关结构预埋件实施有效焊接, 再由检测人员进行现场验收, 尤其对于焊缝的检查验收, 确保其质量达到相关标准要求。一般来说, 桁架梁主要使用钢结构, 其需根据工程实际选择A类钢桁架以及B类钢桁架, 其长度分别为15 m以及14 m。当出现弦杆长度不足的情况时, 其需要在接头处实施满焊, 并对钢腹板接缝两侧加装相应的缀板, 其采用的焊接方式为三面围焊, 并保证焊缝高度以及焊缝质量达到相关标准要求。对于一些桁架交接处及混凝土梁荷载较为集中区域时, 其应在钢桁架梁的上弦腹板加装一定尺寸的加劲肋, 其高度应与腹板相当, 这样有利于避免出现上弦翼缘板失稳的情况。
2.2 预埋件施工
首先, 38层墙柱模板施工阶段时, 施工人员应依据相关设计要求在结构预设位置装设相应的埋件, 特别是针对一些剪力墙混凝土施工, 其实际位置应在楼面上300 mm, 这样有利于相关埋件的安装作业, 而预埋件应根据相关设计方案进行制作以及安装, 并要求定位准确性, 必要时使用水准仪进行实际抄平。混凝土浇筑阶段, 其需要专门检测人员对施工质量进行检查, 防止出现移位问题。
其次, 当钢结构桁架梁搁置在38层, 施工人员应保证相关埋件顶标高与楼层高度的相关比例, 并做好焊缝高度以及末端弯钩安装作业。同时钢桁架梁上弦应穿过端部封板、耳板以及垫板安置在预埋件牛腿位置上, 当完成上述施工时, 钢结构桁架梁吊运至38楼层, 这样38层共有10榀钢结构桁架以及30个预埋件。接下来轴柱和桁架梁相应标高需装设一定尺寸的垂直预埋件, 为了保证其承受钢桁架梁的荷载, 施工人员应计算出预埋件后面的锚筋长度, 并确保锚筋和钢板进行有效焊接。
最后, 施工人员需对应钢桁架梁在39层混凝土大梁的合适位置装设竖向套管, 这样可以有利于钢结构桁架梁的拆除作业, 并在实际拆除过程中加装相应的穿梁圆钢, 其主要用于安装滑轮。
2.3 桁架梁吊装
施工人员应依据施工实际要求选择合适的塔式起重机, 并保证钢桁架的加工区域以及钢桁架的最大质量均在吊装范围内。本工程使用的塔式起重机起重量为12 t且最大幅度为60 m, 其与钢桁架的加工区域距离为32 m, 而钢桁架的最大质量为2.01 t。一般来说, 钢桁架的吊装作业主要要求风力等级不大于4, 并在钢桁架两端下弦装设相应的挂缆风绳, 同时设置吊装区以及警示标记, 从而防止无关人员进入吊装区。
当施工人员实施桁架梁吊装时, 其主要采用两点吊装方式, 这样最大限度保证吊装时钢桁架的平稳性, 从而确保钢桁架全部杆件仅受轴向力。而钢桁架吊点应在钢桁架梁上弦杆跨中的1/3处, 并采用钢丝绳和桁架梁专设吊装绳进行连接。同时使用塔式起重机分别将A类钢桁架以及B类钢桁架吊装至预定位置, 再依次进行焊接。
2.4 安装就位
首先, 当施工人员完成A, B类桁架吊装就位作业时, 其应在横向间隔一定距离加装次型钢梁, 并搁置在钢结构桁架梁上, 次型钢梁的接缝应采用合适尺寸的双缀板实施有效焊接。对于轴线端部的次型钢梁, 其应预先浇混凝土墩用作支撑且安装插筋。然后施工人员应对次型钢和钢结构桁架梁上弦实施点焊, 而下弦则应间隔2 m进行焊接, 这样可以保证整体桁架梁结构的平面稳定性。接下来应对次型钢梁对于排架立杆位置焊接相应的栓钉, 这些栓钉应和立杆间距相当, 其可有效避免排架立杆滑移以及次型钢梁平面外失稳等问题, 如条件允许可加装木方, 从而强化次型钢梁的拉接程度。最后, 钢桁架梁下弦杆进行拉接施工时, 其应间隔一定距离便对下弦杆实施焊接, 这样有利于保证钢桁架平台的稳定性。同时施工人员应将大眼网以及钢芭铺设在钢桁架平台上, 从而有效避免高空坠物情况。
2.5 排架装设
本工程39层模板支撑主要使用满堂钢管脚手排架以及可调活动钢支托, 而梁板模板主要使用18 mm厚度的胶合板以及50 mm×100 mm松木木方用于楞木。而梁、板支撑排架基本使用满堂脚手钢管排架, 模板排架立杆应进行一定程度的钢管拉接, 并采用扫地杆和相应的立杆节点实施逐点扣牢再安置相应的剪刀撑。当完成39层楼面混凝土浇筑作业后, 应确保其施工质量满足相关设计要求后便可实施模板支撑拆除作业, 一般来说, 拆除原则为后搭先拆。
3 施工质量检测和验收
首先施工人员进行搭设施工作业前, 需要技术人员依据相关施工方案进行技术交底以及作业指导, 并保证监理人员对施工过程进行实时检查, 对于一些未依据相关设计方案进行施工的情况, 应及时采取措施进行纠正。其次检测人员应对施工现场的钢桁架焊接质量、吊装位置、预埋件连接质量、排架立杆间距以及横杆步距实施严格检查, 从而保证上述作业质量达到相关标准以及规范要求。接下来工程验收阶段, 项目部门应组织多方人员实施分段、分步验收, 其依次对于钢桁架施工平台以及排架体系进行验收, 只有验收合格才可进行下一步梁、板模板铺设以及钢筋混凝土浇筑作业。最后相关人员应依据相关程度进行具体验收, 这些人员完成模板体系验收以及会签工作后, 施工人员才可进行下一阶段施工。
4 工程拆除作业
4.1 排架模板拆除作业
一般来说, 检测人员完成现场同条件的试块强度检测, 并确定其已达到相关设计要求后便可实施模板拆除作业。实施模板拆除过程时, 施工人员应在拆除区域外加设相应的安全警示带, 从而避免无关人员进入拆除区域。对于满堂脚手钢管排架来说, 施工人员应依次对顶撑模板、排架、梁侧帮模以及楼板模板进行拆除, 尤其实施楼板模板拆除作业时, 其需采用先水平杆后模板支撑的拆除原则。当施工人员进行拆模作业时, 其应定期运走已拆除的模板、牵杠以及支撑, 从而防止这些物件掉落造成人身伤害。
4.2 施工平台拆除作业
当施工人员对施工平台实施拆除作业前, 项目部应出具相应的书面拆除通知, 并进行相应的技术交底工作。实际拆除作业阶段, 施工人员应设置相应的围栏以及警告标志, 并对平台杂物进行有效清除, 然后基于后搭先拆、先搭后拆的拆除顺序进行具体拆除。
4.3 桁架拆除作业
首先施工人员应对工字钢格栅的支撑进行拆除, 然后在大梁安装相应的滑轮, 并拆除与切割连接件以及桁架和预埋件的连接点, 最后利用滑轮将桁架逆序捆绑后进行向下吊运, 其应保证相关捆绑点的牢固性。
5 结语
桁架支撑 篇4
离轴三镜消像散(Three-mirror anastigmat, TMA)光学系统以其无中心遮拦、可优化变量多、不存在色差和二级光谱、适合宽谱段范围成像、既可以利用折转反射镜折叠光路使结构紧凑,又可以使用非球面镜来获得长焦距、大视场和大孔径的组合等优点,近年来成为空间遥感应用领域的研究热点[1,2]。美国、法国等在空间科学领域占据优势的国家早在数年前就已经突破了离轴三反空间相机的技术难点,成功研制了离轴三反空间相机,这些相机从空间传回了像质优良的图像,为人类认识宇宙、认识地球做出了重要的贡献。我国历经10余年的技术攻关,现已成功研制出离轴三反空间相机,攻克了离轴非球面反射镜的加工、检测和装调等一系列技术难点,填补了我国空间对地观测领域离轴三反相机空间应用的空白。但随着用户对分辨率提出越来越高的要求,要求空间相机具有大的相对孔径和越来越长的焦距,大相对孔径和长焦距带来的一个问题就是相机的体积越来越大,且光学系统的指标要求也相对严格,这就给相机的光机结构设计带来了巨大的困难,特别是对于大型离轴三反空间相机的主支撑结构,更是整个光机结构设计中的重中之重。相机主支撑结构不仅作为相机光学元件的承载体,同时也为相机的其它众多结构提供安装基座,并且要承受发射运载阶段严酷的动力学环境考验。这就要求相机的主支撑结构要最大限度地实现轻量化设计,具有足够高的动态刚度、静态刚度和良好的热尺寸稳定性[3,4,5]。目前,对于中小型的离轴三反相机的主支撑结构多采用金属框架式(如美国EO-1相机)和桁架式结构(如法国SPOT-5相机)。对于大型空间相机的主支撑结构多采用桁架式结构,如美国的哈勃空间望远镜(HST)、超新星宇宙加速度探测器(SNAP)、詹姆斯.韦伯空间望远镜(JSWT)、赫歇尔太空望远镜(Herschel)、我国的空间太阳望远镜(SST)等。
本文以某大口径长焦距离轴三反空间光学系统主支撑结构为研究对象,分析对比了框架结构和桁架结构作为空间相机主支撑结构的优缺点,研究了桁架结构选材、支杆参数、连接方式、桁架结构装配工艺等问题,并设计了一种18杆桁架结构,解决了主次镜间隔为2 650 mm的大型离轴三反空间相机的主支撑结构设计难题,本文的研究结果可为同类长焦距空间相机主支撑结构设计提供一定借鉴和参考。
1 空间相机主支撑结构选型
在大口径长焦距离轴三反空间相机中,主次镜等各光学元件都是安装到相机主支撑结构上的,所以合理的主支撑结构设计对于保证主次镜相对位置满足光学设计指标要求,同时使空间相机能够适应严酷的力学和热环境具有至关重要的作用[6]。主支撑结构一般分为薄壁筒式、整体框架式和桁架式等几种形式。薄壁筒式主要应用于同轴中小型空间相机,整体框架式一般为金属整体铸造成型,此种结构形式具有整体强度和刚度大、热稳定性好等诸多优点,但对于空间用大型轻质整体框架的整体铸造有极大的难度,我国尚不具备该技术能力。桁架式结构能够使各支杆在多种约束条件下均能最大限度地承受载荷,易于合理有效地分配各杆的承载能力,实现消热设计,且具有刚度大、整体性好、抗振能力强、结构简单、方便拆装等诸多优点[7,8,9,10,11,12]。本文所研究的空间相机主次镜间隔大,从现有的技术条件出发,桁架式主支撑结构形式是最佳选择。
2 桁架式主支撑结构选材
空间相机的桁架式主支撑的一般结构形式如图1所示,主要包括各光学元件的安装基板(一般为整体铸造板框式结构)、支杆及连接支杆与安装基板相连接的杆接头。安装基板是相机各光学元件、电控箱、星敏感器、相机蒙皮等的安装承载体,故要求有足够高的强度、刚度、热稳定性和良好的切削加工性能。由于安装基板(特别是与卫星相连接的后板)占整个主支撑结构的大部分重量,所以安装基板一定要选轻质的比刚度和比强度大的材料制作。综合以上力学性能、热物理性能、切削加工工艺性及尺寸大小等方面的因素,本文选择铸造钛合金(ZTC4)制作后板(主镜安装基板),选择高体分铝基复合材料(Si C / Al)制作前板(次镜安装基板)。支杆是连接主次镜结构的主要承力构件,应选择具有轻质、高强度、高刚度和低线胀系数的材料,碳纤维复合材料密度仅为铝合金的60%左右,比刚度可达到钛合金的4倍以上,且其线胀系数可以根据需要进行设计,在需要的方向上可以设计成零或负的热膨胀系数[13]。碳纤维复合材料在结构减重、提高光机结构热稳定性等方面具有明显的优势,是理想的空间光机结构支撑材料。杆接头选用密度相对较小且具有成熟加工工艺的钛合金(TC4)材料制作。表1给出了桁架式主支撑结构的几种材料的属性参数。
3 桁架支撑结构设计
3.1 支撑桁架应满足的基本指标要求
桁架支撑结构首要保证的就是各光学元件保持正确的位置关系,也即满足各光学元件的位置度公差要求。对于本文所研究的长焦距、大口径离轴三反空间相机来说,次镜与主镜的间隔较大,这导致次镜的支撑刚性较差,次镜相对于主镜的位置关系难于保证。而次镜的光焦度较大,又使得次镜在整个光学系统中较为敏感,所以次镜在该光学系统中的位置度公差要求极高。光学设计要求在重力载荷和4℃均匀温变载荷工况下次镜本身的面形精度达到PV≤λ/10, RMS≤λ/40(λ=632.8 nm),次镜相对于主镜的刚体位移和倾角要求详见表2。面形精度主要靠次镜及本身的支撑结构来保证,而刚体位移和倾角公差则主要依靠桁架支撑结构来保证。除此之外,次镜支撑桁架结构在动态刚度上要求其基频不小于70 Hz。
3.2 支撑桁架的设计
次镜组件通过次镜背部支撑三角板连接于次镜框(前板)上,次镜组件连同次镜框通过桁架结构进行支撑。支撑桁架的设计需要在不超过允许遮拦面积的情况下满足刚度要求。应用于空间光机结构中的支撑桁架的长支杆必须满足足够的刚度要求以避免低阶的“violin”模态,本文中要求的相机的模态高于70 Hz,对于薄壁空管的两端固定的约束模态有:
式中:f1 为支杆的基频,L为支杆长度,E为支杆材料的弹性模量,D为空心支杆的最小直径。对于此表达式成立的假设条件为支杆与基板的联接为刚性联接,如采用铰接联接方式则支杆基频将大幅降低,为提高桁架结构动态刚度,本文的支杆联接方式采用刚性联接。从式(1)可见,支杆的两端固定约束的基频是支杆长度L,材料弹性模量E及支杆最小直径D的函数,其中与支杆长度的平方成反比,所以加大支杆长度会严重降低支杆的基频。具体计算基频时由于还受到次镜组件质量的影响,应根据遮拦比要求以及有限元分析结果来确定支杆最小直径D。本文的初始设计方案为6杆支撑结构,其有限元模型如图1(a)所示。通过有限元分析可知,当6根杆的内外径分别为84 mm和100 mm时,计算得到桁架支撑结构的前三阶固有频率分别为58.7 Hz、65.6 Hz和90.4 Hz,其模态分析结果如图2所示。而在X向(装调方向)重力作用下,次镜绕Y轴倾角为9.4″,在X向的刚体位移为0.043 mm。从分析结果可见,此方案不能满足设计指标要求,如继续增大支杆外径可提高桁架支撑结构的动静态刚度,但会加大遮拦比,影响成像质量。
基于以上对初始设计方案的分析,考虑对桁架支撑结构进行改进,由于次镜框面积较小,所以要在不增大遮拦比的情况下增加支杆刚度比较理想的方案就是在主镜支撑后板与次镜支撑前板之间增设一块中板,这样原来的单层桁架结构就变为双层桁架结构,一方面增加了中板与厚板之间桁架杆的布置空间,另一方面有效地缩短了单杆的长度,对提高支杆的基频作用明显。增加中板后在后板与中板之间按相机结构YZ对称平面对称的增加6根支杆,见图1(b)。其中支杆1为X向交叉支杆,中间交叉部分通过管接头对接,这根杆能有效提高桁架结构X向刚度。支杆2、3是位于后板与中板之间的Y向交叉结构,这两杆在设计其杆直径时,可以相应选择得小一些,以免两杆发生干涉。为实现最优化设计,可将各支杆的内外径设为变量,将桁架结构的基频及次镜的X向刚体位移及绕Y轴倾角作为目标函数进行优化设计。优化的目标函数为
为保证支杆具有足够强度,设定支杆壁厚为4~5 mm,故可设9组对称布置的支杆内径和外径分别d1、d2,满足桁架结构基频大于70 Hz的情况下使次镜倾角最小。图3和图4分别为在不同支杆外径和支杆壁厚的情况下桁架支撑结构基频以及次镜倾角的变化情况。综合考虑桁架支撑结构基频及次镜倾角变化,经有限元分析优化并根据具体结构特点做适当调整后得到后板与中板、中板与前板之间最粗的支杆内径为70mm,外径为80 mm;支杆2和3的内外径分别为38 mm和44 mm。
为保证尽量短的传力路径和力系封闭,各支杆的布置尽量构成一系列三角形结构,且角度不要太小,除此之外,中板与前板和后板连接的管接头应尽量对称布置,这样有利于提高支撑刚度[14]。改进后的18杆双层桁架支撑结构的前3阶模态分析结果如图5所示。此结构在X向重力及4℃均匀温升作用下次镜的变形分析结果见表3。从分析结果可见,18杆桁架支撑结构前3阶固有频率分别为78.4 Hz、92.8 Hz和107.9Hz静态刚度和热稳定性均能满足设计指标要求。
4 碳纤支杆拉伸试验
空间相机桁架支撑结构的装配需要精密的工装来实现。其中装配的最后环节是靠胶粘结固化来实现。M55J碳纤杆与TC4管接头胶结连接具有强度高、应力分布均匀等优点,胶结过程中要严格控制胶层厚度,设计合理的胶结头和胶结长度,粘结剂要有一定的强度、韧性和较小的收缩率。为测试碳纤支杆与管接头的胶粘结的抗拉强度,进行了支杆试样的拉伸试验。制备了外径为62 mm,内径为50 mm,300 mm长的M55J碳纤杆3根(见图6),为测试打销钉是否可以提高支杆粘结的抗拉强度,在支杆的一端打有销钉。支杆与杆接头之间用J-133胶黏剂粘结,胶层厚度为0.1 mm,胶粘结长度按经验公式:L=0.8D+6计算取值为46 mm。如图7所示,在WMA-600型电液伺服万能试验机上进行拉伸试验,试验测试结果见表4。
试验结果表明,支杆与杆接头之间打销钉并不能提高支杆的抗拉强度,相反其抗拉强度会略有降低,如图8所示为三个经过拉伸试验后拉脱的支杆,前两个支杆在打销钉一侧拉脱,其最大拉力分别为40.58 k N和40.42 k N,试样3在42.25 k N拉力的作用下在未打销钉一侧发生拉脱,其抗拉强度为5.85 MPa。从测试结果可知,用于空间相机桁架支撑结构的单根支杆可抗40 k N以上的拉力,说明支杆与杆接头采用胶粘结方式连接在航天发射的动力学环境中安全可靠。
5 结 论
本文主要研究了大型离轴三反空间相机的桁架式主支撑结构的设计问题。设计了一种采用碳纤维复合材料M55J为支杆,采用铸钛合金ZTC4材料制作后板、中板,采用高体分铝基复合材料Si C/Al制作前板的18杆双层桁架支撑结构。有限元分析结果表明,桁架支撑结构的基频达到78.4 Hz,在X向重力作用下次镜的倾角为4.6″,最大刚体位移为X向0.03 mm;在4℃均匀温升载荷作用下,次镜最大倾角为0.21″,最大刚体位移为Z向0.01 mm,动静态刚度和热稳定性均满足设计指标要求。碳纤支杆试样拉伸试验表明,单根支杆可抗40 k N以上的拉力,胶粘结碳纤支杆的抗拉强度达到5.85 MPa,能够满足强度要求。本文所设计的支撑桁架结构解决了大型离轴空间相机要求同时具备高刚度、高强度和高热稳定性及轻质的难题,该桁架支撑结构已应用于某空间相机光机结构中。
摘要：设计了一种18杆空间相机桁架式主支撑结构,解决了大型离轴三反空间相机主支撑结构要求同时具备轻质、高刚度、高强度和高热尺寸稳定性的难题。分析了采用整体框架结构及桁架支撑结构作为离轴三反空间相机主支撑结构的优缺点,根据光学系统及相机整体结构尺寸特点,确定了桁架支撑方案。分析对比了单层6杆桁架结构和双层18杆桁架结构的动静态刚度。合理选取了桁架式主支撑结构的材料,分析了对支杆基频的影响因素,优化设计了支杆的结构参数,分析了18杆桁架支撑结构的力、热特性,并对支杆与杆接头的胶粘结强度进行了试验测试。有限元分析结果表明,相机桁架主支撑结构一阶固有频率为78.4 Hz,次镜在X向重力作用下绕Y轴的最大倾角为4.6″,动静态刚度均满足设计指标要求。碳纤支杆拉伸试验结果表明,胶粘结支杆的抗拉强度为5.85 MPa,满足强度要求。
桁架支撑 篇5
向家坝水电站的通航建筑物布置在枢纽左岸, 为一级全平衡重垂直升船机, 最大提升高度为114.2 m。交通桥筒体浇筑的是升船机箱体浇筑施工的第一道工序, 然后再进行纵横梁及箱梁等的浇筑施工。交通桥的施工进度和质量直接影响到后面的施工顺序, 因此如何保证施工能够高质高效的满足要求是必须要考虑的[1,2,3]。
交通桥支撑桁架具有高度高、跨度大、施工载荷大的特性, 要保证在承载使用过程中具有足够的安全性能。承载能力和稳定特性作为评价结构性能的两个重要指标很有必要[4]。交通桥施工过程为高空施工, 由于施工现场设备多, 浇筑现场环境复杂, 混凝土浇筑承载大, 因此要在保证施工设备和人员绝对安全的情况下具有良好的施工质量。本文对交通桥支撑桁架的承载能力和稳定特性进行分析, 以校核其承载能力和稳定性能, 得到桁架在横向连系下的结构开始变得不稳定时的临界载荷和屈曲模态的形状, 为施工安全提供技术保证, 同时也为其他类似高空复杂施工环境下的支撑桁架结构设计提供依据和参考。
1 交通桥钢桁架结构简介
交通桥支撑桁架顶面高程为382 m, 跨度为17.2 m, 交通桥采用4榀钢桁架作为主梁支撑, 桁架为实腹式结构, 承载混凝土厚1.5 m, 侧向之间采用水平连接的钢管形成整体。桁架的总长为17.1 m, 高度为1.8 m。其施工支撑系统如下图所示。
钢桁架在承载使用过程中, 结构主要承担楼板及其他构件与设备等永久荷载和浇筑中的混凝土荷载等。桁架在承载过程中上部的结构载荷通过节点的形式进行载荷传递, 其作用在每个节点处的载荷为P=40.898 k N。
2 有限元分析计算
2.1 有限元建模
交通桥钢桁架支撑系统是典型的大跨度桁架结构, 结构主要承受竖向载荷, 而且桁架结构不仅要承受轴力, 还要承受较大的弯矩。采用Beam 188空间梁单元建立桁架单元的有限元模型[4]。支撑桁架在垂直载荷作用下会出现向下的挠曲变形, 这个变形量的大小直接关系到混凝土浇筑施工模板预拱度的设计, 影响交通桥的施工精度。
通过静力计算得出结构的最大等效应变为11.87 mm, 最大等效应力为72.49 Mpa。根据设计规范要求[4], 结构的许用最大应力为180Mpa, 挠度比也较小, 满足静强度要求。
2.2 有限元屈曲分析
对大跨度空间结构, 强度往往并不是导致结构破坏的主要原因, 稳定性问题才是更加值得重视的。线弹性屈曲分析是一种用于确定结构开始变得不稳定时的临界荷载和屈曲模态形状的技术。
向家坝升船机交通桥施工过程中, 钢桁架梁作为混凝土浇筑施工模板系统的主要高空支撑“地基”, 是一个大跨度、重载荷的细长桁架梁, 存在压杆稳定的问题。而且桁架工作空间位于高峡谷区, 风场环境非常复杂, 容易在风载过程中发生弯曲变形, 因此很有必要针对结构进行屈曲分析, 以找出影响结构失稳的趋势, 避免危险的发生。
2.3 侧向连接的改进优化
对结构的加强采取的方案是针对性的加强结构的侧向连接形式, 以提高它的安全系数。具体措施为在钢桁架水平方向上添加斜撑连系, 在四榀桁架之间的主视面和侧面分别添加一对剪刀撑。
针对优化后的钢桁架支撑结构进行基于特征值性能的屈曲分析, 可以知道, 优化后桁架结构的屈曲因子明显上升, 最小屈曲因子数值为7.33, 即结构发生失稳破坏时最小屈曲载荷为实际承载大小的7.33倍, 此时结构活载具有较大的富余空间, 支撑钢桁架使用中不易发生结构上的失稳破坏, 桁架结构安全可靠。
3 结语
承载特性和工作稳定性是空间钢桁架支撑结构工作安全的保证, 本文以向家坝升船机交通桥混凝土浇筑施工中的钢桁架为研究对象, 对结构的承载能力进行了静载分析验证及安全稳定性进行了分析, 针对水平连系结构稳定性不足的情况采取了优化措施, 得到结论如下:
(1) 向家坝升船机交通桥施工中要求支撑强度高, 跨度大, 必须保证支撑结构具有足够的设计强度和刚度, 钢桁架具有较强的支撑特性, 满足重载支撑要求;
(2) 稳定性是大跨度空间支撑桁架必须要考虑的, 交通桥支撑桁架结构工作过程中的稳定性能取决于结构本身的物理特性, 有必要对结构的侧向支撑进行加强, 以提高结构的稳定性能;
(3) 考虑到实际生产, 应保证结构件连接牢固, 而且本文未考虑结构非线性的影响, 应在后续的研究中进行进一步的探讨。
参考文献
[1]张艳红, 胡晓, 高季章.向家坝升船机结构地震反应分析[J], 水力发电学报, 2012, 31 (02) :175-182.
[2]张壮志, 林新志.三峡工程和向家坝水电站升船机船厢室结构设计对比及质量控制难点分析[J], 水利水电技术, 2013 (44) :58-75.
[3]向家坝升船机船厢室段土建招标设计报告[R].报告编号:S230Z10-0945.武汉:长江勘测规划设计研究有限责任公司, 2009.
桁架支撑 篇6
圆环桁架支撑结构由于其支护效果好、适用于复杂基坑开挖形状,使其在深基坑支护工程中得到广泛的运用。与传统对撑支护相比,圆环桁架支撑结构平面布置较为复杂,其对设计分析的要求较高。对基坑形状接近矩形,采用对撑支护时,JGJ 120-99建筑基坑支护技术规程给出了内支撑分析方法,但是不能运用于复杂基坑形状及复杂支撑形式。结合工程案例采用二维模型对圆环桁架支撑受力计算方式进行了探讨,将计算结果与监测结果进行对比。
1 工程概况
1.1 工程简介
中山市银泉酒店位于中山市古镇镇,酒店主楼采用灌注桩基础。地下室平面形状不规则,占地面积约11 000 m2,基坑开挖深度为8.45 m,局部10 m。
1.2 基坑周边环境
本基坑工程周边环境比较复杂:基坑东、南、北三侧紧贴道路,其中基坑东侧的新兴大道和基坑北侧的东兴中路为主干道,人车流量特别集中;基坑南侧道路边有灯饰销售商铺,基坑西侧为早年所建的住宅区,距离基坑边约8 m,采用混凝土灌注桩基础;基坑北侧有高压电缆沟,基坑南侧和北侧坑顶有排水管道,为保护这些建筑与道路,基坑开挖对变形控制的要求较高。
1.3 工程地质状况
基坑开挖深度范围内,上部主要为人工素填土,下部为淤泥质土,土质条件较差,基底容易隆起、踢脚。各土层物理力学指标见表1。
1.4 基坑支护方案
基坑所处场地土质条件较差,基坑开挖深度8.5 m～10 m,根据成熟的工程经验决定采用桩撑方案进行基坑支护,设置一排搅拌桩作为防渗帷幕。
基坑采用一道支撑进行支护,将基坑土压力通过辐射状支撑传递到双圆环桁架结构上。辐射状支撑截面为500 mm×700 mm,为增大支撑系统刚度,外环梁截面尺寸为1 200 mm×800 mm,内环梁截面尺寸为1 500 mm×800 mm,内外环直径分别为100 m,86 m,内外环之间通过400 mm×600 mm联系梁连接,形成桁架式结构整体受力,要求施工截面中心在同一标高。
2 内支撑结构数值分析
采用有限单元法对内支撑体系的支撑刚度进行计算时,所有的支撑结构采用梁(Beam)单元模拟,土层采用四边形单元,本构模型采用M-C模型,荷载直接施加在冠梁上,通过对冠梁施加均布的单位荷载,计算出支撑结构的变形进而求出支撑结构的支撑刚度,计算采用瑞士皇家工学院开发的商业软件Z-SOILV10.18版,计算模型如图1所示,相关计算参数见表2,表3。
将以上支撑刚度经过转换代入理正深基坑计算即可。
3 计算结果与监测数据对比
基坑开挖顺序为先开挖四周土体,然后向中间退挖。开挖土层分为3层土,第一层土开挖到支撑梁底标高,然后施工支撑系统,第二层土开挖3 m深度,第三层土开挖约3.5 m,直到设计坑底标高,开挖过程做到尽可能的对称开挖。
对内、外环梁、辐射撑做了轴力监测,轴力监测结果与计算结果如表4～表6所示。
kN
kN
kN
由平面计算得到的支撑轴力比监测值要偏小,考虑可能有以下几个原因导致监测结果和计算轴力的差别:1)所有支撑都不是完全的轴心受力构件,支撑自重产生的弯矩、施工误差参数的弯矩还有温度因素都对监测结果有影响;2)计算模型是将支撑轴力转换为均布荷载作用于腰梁上,与桩撑实际受力模式不一样。
4结语
运用有限元计算,可以基本解决规范方法对计算复杂内支撑结构方法的不足。
通过在平面桁架外部施加均布荷载的方式计算支撑体系的轴力所得结果比监测结果小,将计算结果用于支撑构件设计时要考虑适当增加安全系数。
参考文献
[1]尹骥,管飞,李象范.直径210 m超大圆环支撑基坑设计分析[J].岩土工程学报,2006,28(sup):1597.
[2]JGJ 120-99,建筑基坑支护技术规程[S].
桁架支撑 篇7
伸臂桁架和腰桁架一般采用钢结构形式, 桁架的上下弦杆与混凝土楼面连接, 其稳定性基本可以得到保证, 而斜腹杆在地震作用下的稳定性往往成为设计人员关注的问题。根据我国规范的三水准、两阶段设计方法, 构件截面一般由多遇地震下的弹性设计控制, 但为了保证设防地震和罕遇地震下结构的变形能力和抗倒塌能力, 结构和构件需具有一定延性, 即 (图2所示) 延性设计原理。对于梁、柱和剪力墙构件, 一般通过其钢筋、钢材屈服后在杆端形成的弯曲铰来保证其延性, 其耗能的性能稳定可靠。但对于钢支撑构件, 其所受到的是拉、压作用, 杆件在拉力下可以屈服形成塑性铰, 但在压力作用下, 其轴向稳定承载力较低, 且失稳后的延性较差, 实际上属于有初始缺陷的压杆屈曲问题, P-Δ作用下的非线形大变形问题突出, 在往复荷载作用下, 受压承载力逐步降低, 滞回性能差, 且有可能在大变形下完全退出工作。为解决钢支撑的这一问题, 一般通过强度降低系数, 即降低支撑杆件在小震下承载力的方法, 来保证其大震下的工作性能, 期望压杆在屈曲后不至于完全退出工作。伸臂桁架的斜腹杆设计也按支撑杆件进行设计, 为保证桁架斜腹杆的稳定性, 杆件截面一般较大, 且形成较大的加强层刚度, 不利于抗震。
近些年出现的屈曲约束支撑较好地解决了普通钢支撑的以上问题。屈曲约束支撑由芯材、外套筒约束和套筒内的无粘结滑动材料组成 (图3) 。芯板一般为低屈服点、高延性的钢材, 承受支撑的全部荷载, 外套筒和填充材料仅约束芯板受压屈曲失稳, 使芯板在受压下也能进入屈服, 且与受拉时的屈服点相同, 无粘结滑动材料可避免芯板受压膨胀后和约束套筒之间产生摩擦而使轴力增加。因而屈曲约束支撑具有以下特点:1) 拉、压状态下受力性能相同, 不会出现受压屈曲失稳破坏;2) 相同承载力的条件下, 可使得芯材截面较小, 轴向刚度低;3) 芯板屈服后, 滞回性能优良, 可作为拉压型金属阻尼器使用, 图4为普通钢支撑和屈曲约束支撑的试验滞回曲线对比;4) 在遭遇地震后可以不需要更换构件, 而大变形后的普通钢支撑需要更换构件。
本文结合某工程, 对比研究伸臂桁架的斜腹杆采用普通钢支撑或屈曲约束支撑时, 高层结构不同的受力特点。
1. 工程概况
本工程为超高层建筑, 地上60层, 房屋高度250m, 采用钢管混凝土框架—核心筒混合结构, 为控制结构位移, 在第26层及41层设置伸臂桁架和腰桁架, 形成加强层, 图5为标准层平面布置图和计算模型, 加强层如图1所示。建设场地抗震设防烈度为8度 (0.2g) , 设计地震分组第3组, 场地类别II类, 特征周期0.45s, 抗震设防类别为丙类。
结构设计中对伸臂桁架和腰桁架的斜腹杆, 分别采用普通钢支撑和屈曲约束支撑进行对比分析计算。在满足层间位移角的前提下, 对于普通钢支撑, 截面由多遇地震作用下弹性计算的受压稳定承载力控制, 刚度较大, 对于屈曲约束支撑, 按与普通钢支撑相同承载力的条件进行代换, 截面和刚度较小。
2. 多遇地震下的弹性分析
2.1 计算方法
目前屈曲约束支撑的设计, 一般要求在小震下保持弹性, 发挥刚度作用。
结构计算采用MIDAS-BUILDING程序, 梁、柱和支撑采用杆单元, 剪力墙采用墙板单元。地震作用计算采用振型分解反应谱法 (CQC) 。
2.2 计算结果
表1为三个模型的计算结果:模型1—无加强层, 模型2—加强层斜腹杆采用普通钢支撑, 模型3—加强层斜腹杆采用屈曲约束支撑。图6为三种模型的各楼层层间位移角。
计算结果表明:1) 设置加强层后, 结构的最大层间位移角明显小于未设置加强层的情况, 但层间位移角有突变;2) 由于普通钢支撑的轴向刚度大于屈曲约束支撑, 模型2的层间位移角小于模型3;3) 设置加强层后, 结构基底剪力大于未设置加强层的情况, 且模型2的基底剪力大于模型3;4) 加强层的层间剪力大于未设置加强层的情况, 模型3的加强层层间剪力大于模型2的加强层层间剪力;5) 在支撑按等强度折算的条件下, 加强层采用普通钢支撑或屈曲约束支撑, 对结构位移有一定影响, 但采用屈曲约束支撑可缓解加强层部位层间位移角的突变;6) 设置加强层后, 加强层下层与加强层之间的刚度比明显减小, 而采用屈曲约束支撑可缓减刚度比降低的幅度、缓减层间刚度的突变。
另外, 由于设置伸臂桁架, 与伸臂桁架所连的核心筒剪力墙具有剪力增大且反号的特点, 其主要是由于伸臂桁架的反向力偶引起。图7为以上三种模型下核心筒剪力墙的剪力分布, 可见内力变化之巨大, 加强层对剪力墙内力具有一定负面作用, 采用屈曲约束支撑后可缓解其负面影响, 屈曲约束支撑模型的剪力比普通钢支撑模型的剪力减小27%。因而应对伸臂桁架的刚度进行控制, 做到有限刚度。
3. 罕遇地震下的弹塑性时程分析
3.1 计算方法
进行罕遇地震作用下的弹塑性时程分析, 对比支撑斜腹杆采用普通钢支撑或屈曲约束支撑时的地震反应。结构计算采用MIDAS-BUILDING程序。
限于篇幅, 本文不再赘述MIDAS-BUILDING程序的弹塑性模型和计算方法, 仅对比较特殊的支撑模型进行简单分析。
3.2 支撑的非线性模型
支撑采用具有集中塑性铰的非线性杆单元, 塑性铰仅考虑轴向成分, 采用轴力铰模型。
屈曲约束支撑的滞回曲线为标准双折线模型。如图8所示。芯板钢材的强化系数取1%。
普通钢支撑的试验滞回曲线如图4 (a) 所示, 其滞回特性包括稳定的受拉特性, 受压时发生屈曲且屈曲荷载不断降低、受压卸载刚度逐渐降低等复杂现象, 对其滞回曲线进行准确模拟较为困难。目前结构计算中一般均按非对称的双折线模型模拟, 仅考虑受压和受拉的非对称特点, 模型具有较大近似性。对其有详细的研究, 图9所示是普通钢支撑在轴力作用下的典型变形过程和单循环滞回曲线。
普通钢支撑滞回曲线较为复杂, 其模拟方法主要有以下三种:现象描述法、有限元法和塑性梁铰法。如果采用轴力铰表达滞回性能, 则属于现象描述法, 需要计算程序中具有相应的铰特征值。现象描述法通过观察试验中支撑的变形特征及滞回曲线, 采用简化的滞回规则并引入控制参数来回归试验结果, 计算简单, 分析收敛性好, 在早期分析大尺度支撑框架试验时得到广泛使用。
目前程序中一般也没有完全针对普通钢支撑的滞回曲线, 很多文献仍按非对称的双折线模型模拟, 仅考虑受压和受拉的非对称性。经过多次比较, 本次计算中采用克拉夫双折线模型进行模拟, 通过屈服强度和形状参数的调整, 基本可以反映其拉压屈服点的不对称性、受压屈曲后的卸载刚度明显低于初始弹性刚度等主要滞回特性, 尽管其中也有较大的近似性。以上对普通钢支撑的模拟均为理想状态, 如果支撑受压屈曲后的侧向变形较大, 则有退出工作的可能性。
3.3 计算结果
(1) 图10为X向弹塑性时程分析下楼层位移、层间位移角、楼层剪力和倾覆弯矩图, 普通钢支撑和屈曲约束支撑模型的图形规律基本相同, 表2为计算结果汇总。普通钢支撑的楼层剪力、倾覆力矩大于屈曲约束支撑的情况, 顶点位移小于屈曲约束支撑的情况, 说明其刚度大、地震反应大的特点。然而由于在罕遇地震弹塑性阶段, 最大层间位移角相对于多遇地震反应谱的计算结果 (图6) , 有楼层位置下移的情况, 最大层间位移角出现在加强层以下, 加强层较大的刚度和地震反应造成底部最大层间位移角反而加大。
(2) 弹塑性时程分析下加强层核心筒剪力墙 (支撑相连部位) 的剪力, 屈曲约束支撑模型的剪力比普通钢支撑模型的剪力减小26%。在弹塑性阶段, 加强层的核心筒剪力墙内力也存在着同弹性阶段所示的内力突变和反号的情况, 其绝对值已与底部墙体相当, 且普通钢支撑情况下的内力比屈曲约束支撑情况增加较多。加强层上下楼层也出现剪力、弯矩突变, 数值成倍增加。
(3) 普通钢支撑的墙体钢筋应变在分布范围和数值上大于屈曲约束支撑的情况, 在底部墙体的应变增加约5%左右, 说明其损伤程度相对较重。剪力墙暗柱钢筋屈服部位除在底层出现外, 加强层部位也发生屈服的情况, 可见加强层对结构内力的影响程度较大。核心筒剪力墙的混凝土基本未出现受压屈服损伤。
(4) 图11为X向弹塑性时程分析下, 普通钢支撑和屈曲约束支撑的滞回曲线。伸臂桁架的斜腹杆中, 屈曲约束支撑更加容易屈服, 滞回曲线更加饱满稳定, 普通钢支撑由于截面较大, 仅在受压状态时局部进入屈曲, 受拉时未进入屈服状态。腰桁架斜腹杆中, 由于截面较大, 普通钢支撑和屈曲约束支撑均未进入屈服状态。
计算结果表明, 在罕遇地震作用下, 由于屈曲约束支撑比普通钢支撑的刚度小, 更加容易屈服, 具有一定的耗能性能和金属阻尼器的作用, 相应的地震反应较小, 结构的损伤程度较低。结构设计时, 加强层屈曲约束支撑的截面不宜太大, 否则不容易屈服, 难以发挥其良好的耗能作用, 在本算例中, 如果屈曲约束支撑的屈服力再低一些, 则其屈服变形将更加充分, 滞回曲线更加饱满, 耗能作用更强。
4. 问题的讨论
(1) 设置加强层的利弊问题
从以上分析计算可知, 由于设置加强层, 使结构的内力和刚度发生突变, 加强层及相邻楼层筒体剪力墙的内力大大增加, 不利于抗震设计的基本概念。然而由于我国的层间位移角限值较为严格, 为满足层间位移角限值, 国内的超高层结构中设置加强层已经较为普遍。加强层设置的必要性需要进行充分论证, 不可因为属于超高层建筑就一定要设置, 在层间位移角相差不大情况下, 尽量通过其它途径进行调整。层间位移角的限值在高规中属“宜”的范畴, 在舒适度满足、弹性有害位移角较小、弹塑性层间位移角满足的情况下, 不妨可参考广东省的有关规定, 适当降低对弹性层间位移角的要求。
(2) 屈曲约束支撑是否一定要保持中震弹性或不屈服
对于结构中的普通钢支撑, 如引言中所述, 为解决钢支撑在大震的往复荷载作用下, 会出现压杆失稳且受压承载力逐步降低, 杆件延性无法得到保证、无法实现图2所示的结构延性设计这一问题, 在规范中一般通过降低支撑杆件在小震下承载力的方法, 来保证其大震下的工作性能, 使压杆屈曲后不至于完全退出工作。目前对于重要的结构往往要求其达到性能设计的中震弹性或不屈服, 其本质上也是增加了支撑在小震下的安全度, 以保证大震下的延性。然而对于屈曲约束支撑, 由于其不存在普通钢支撑在大震下延性较低的问题, 支撑的塑性铰具有良好的滞回性能, 可以起到位移型金属阻尼器的作用, 因而笔者认为可以不要求屈曲约束支撑保持中震弹性或不屈服, 从而可以达到尽量减小加强层刚度的目的。
(3) 屈曲约束支撑在小震下的承载力计算问题
目前对于屈曲约束支撑, 一般要求在小震下保持弹性, 发挥刚度作用, 按中心支撑进行承载力设计。在伸臂桁架中, 如果设计不妥, 往往会导致斜腹杆的轴力设计值偏大, 屈曲约束支撑设计困难, 且会过多提高加强层的刚度。加强层的屈曲约束支撑在截面设计时需注意以下问题: (i) 恒载作用下, 内筒和外框架间的竖向变形差会在伸臂桁架中产生内力, 但由于桁架后安装, 轴力设计值中不应再考虑恒载引起的作用。 (ii) 屈曲约束支撑不同于普通钢支撑, 不会出现大震下压杆失稳且受压承载力逐步降低的问题。 (iii) 截面抗震验算时应考虑承载力抗震调整系数γRE, 尽量减小芯材的截面和刚度。由于屈曲约束支撑在芯材屈服后相当于位移型金属阻尼器, 即便提前屈服, 也不必过多考虑其对结构带来的不利影响。
5. 结论
通过以上在加强层的伸臂桁架和腰桁架斜腹杆中采用屈曲约束支撑或普通钢支撑的分析研究, 认为加强层桁架的斜腹杆可采用屈曲约束支撑, 并得出以下结论。
(1) 屈曲约束支撑可以较好地解决普通钢支撑在弹性阶段后的失稳问题, 其塑性铰具有与梁柱相近的滞回性能, 可以作为延性构件考虑, 能够保证结构的延性设计目标。
(2) 在多遇地震作用下, 屈曲约束支撑与其它弹性构件一样, 具有一定的弹性刚度, 由于其不存在失稳问题, 截面可比普通钢支撑小, 刚度比普通钢支撑弱, 能够做到加强层的有限刚度, 可尽量减小由于设置加强层而导致结构内力、刚度突变的负面作用。