带软钢阻尼球形钢支座的设计与模型试验

带软钢阻尼球形钢支座的设计与模型试验

1东桥厅总体结构模型苏州国际博览中心位于合肥市金鸡湖，建筑面积320.1万平方米。平面呈扇形，由五个侧壁组成。苏州街从中间穿过市政道路（下有苏州轨道交通1号线隧道）。建筑的主要功能是展览和会议,由西向东分为5个展厅。整个建筑体量大、平面复杂,通过9条防震缝将主体结构分割为10个相互独立的抗震单元。其中东桥厅位于5#展厅中部,南北向长123.75m,东西向宽91.5m,地上二层,首层层高15m,二层层高12m。其首层夹层以下是苏州大道,二层是跨越苏州大道的展厅。建筑整体平面图见图1,东桥厅结构三维模型见图2。本工程抗震设防烈度为6度,设计基本地震加速度值为0.05g,建筑场地类别为Ⅲ类,是重点设防类建筑。2高强预应力混凝土管桩基础结构从图1可见,东桥厅位于5(1)展厅和5(3)展厅之间,因需跨越苏州大道,其跨度达到54m,路南北的“桥墩”向基础传递的荷载巨大。而南、北紧邻的展厅边跨相对柱脚荷载就小得多,但这三个结构单元之间无法留出沉降缝,造成相邻柱之间可能存在较大差异沉降,是本工程基础设计的一个难题。根据工程地质勘察报告,选用层⑨粉土-粉砂层作为基桩桩尖持力层,采用ue788600mm高强预应力混凝土管桩,有效桩长32m,单桩抗压承载力特征值为2550kN。结构设计采用独立桩承台(柱下)和局部桩筏基础(核心筒下)。承台和筏板厚度均为3m,为调节由于柱脚荷载巨大差异引起的差异沉降,承台之间设置3000×2500的地梁拉结,并各向南、北延伸一跨(在市政道路下不设地梁)。将考虑基桩刚度的模型计算所得的差异沉降用于计算地梁的内力和配筋,此时地梁混凝土考虑开裂模量,按弹性模量的0.6倍取值。由于轨道交通隧道在东桥厅跨越的苏州大道下部经过,不可避免地会有一定程度的振动传出,故在轴上的预应力管桩沉桩完成后先进行清孔,再在桩孔内浇筑C45微膨胀细石混凝土进行灌芯,同时规定灌芯深度必须不小于15m。3结构体系设计东桥厅结构的特殊性在于承受展览重荷载(二层楼面恒荷载、活荷载标准值均为16kN/m2)的展厅需跨越54m宽的市政道路,同时顺着市政道路方向的屋盖跨度是72m(只有这样才能满足整个建筑二层80000m2连续无柱展览空间的建筑设计要求),并有最大29.8m的大悬挑;也由于跨越弯曲的市政道路,钢筋混凝土核心筒偏置于结构的南半部,且东西两侧不对称。为了达到这个建筑要求,结构采用全钢桁架结构,二层钢桁架平面布置见图3。二层楼面钢桁架按在结构体系中的作用可分为四类,见表1。结合建筑平面布置,在东南部设钢筋混凝土核心筒,长36m,宽9m,混凝土墙厚400mm,设置的位置为从桩基承台顶面至屋面桁架下弦;西南部亦设有混凝土核心筒,长9m,宽9m,混凝土墙厚400mm,设置的位置为从桩基承台顶面至二层楼面。二层楼面跨越苏州大道的桁架由轴上共12个2500×2500(四角切角250mm)的钢筋混凝土巨型柱(桥墩)支承。二层楼面在钢桁架之间布置9m跨实腹钢梁、上铺压型钢板组合楼板,组合楼板厚225mm,形成刚性楼面分配水平作用。屋面结合建筑立面设计采用72m跨变高度钢结构空间管桁架(相关设计和分析详见文献,本文不赘述),沿南北向设置二道纵向支撑桁架,分别位于58轴和66轴。二层楼面以下由钢筋混凝土核心筒和柱共同传递竖向力和水平作用。二层楼面以上,57~58轴间的巨型空间钢桁架在传递竖向荷载的同时也构成了屋面桁架的不动铰支座,传递屋盖水平作用;66轴桁架在南北方向将二层楼面和屋面竖向荷载以及水平荷载向支座传递,而在东西方向则相当于“摇摆柱”,对屋面桁架而言类似于允许微小位移和转动的锟轴支座。二层楼面和屋面的水平作用力分别通过二层楼板和屋面水平、纵向支撑体系传到抗侧力构件。结构体系示意图见图4。结构设计采用SAP2000和ETABS两个程序。用框架(Frame)单元模拟梁-柱和桁架,用可以同时考虑平面内、平面外刚度的壳(Shell)单元模拟楼板和剪力墙。由于上部结构荷载分布很不均匀,桩基础的水平和竖向刚度按实际情况建入计算模型。采用Ritz向量法进行结构的模态分析,由于总装模型包括钢结构和钢筋混凝土结构,共计算了600个振型。计算中考虑了温度效应的组合:根据苏州地区的气候特点,全年温度变化范围为-15~41℃,按季节温差考虑,结合施工时的温度,取温度荷载为+21℃和-35℃。4滑移事件板件的滑移能力本工程中钢筋混凝土核心筒、桥墩(钢筋混凝土巨型柱)和巨型钢结构桁架组成了复杂的钢-混凝土混合结构,钢桁架的跨度及负荷都很大,如果钢桁架和桥墩之间采用刚性连接,则在地震作用下将产生很大的内力,桥墩底部剪力和弯矩都将很大;而在日常使用中,四季温度的变化也将在结构中产生很大的应力。为减小温度效应的影响,56m跨桁架与桥墩的连接除在轴与57,58轴相交处设计成双向固定铰支座外,在轴设置允许沿57轴方向单向滑移的支座、在轴设置允许沿轴方向单向滑移的支座。各支座滑移方向在图3中以箭头形式示出。在SAP2000中采用非线性连接单元来考虑滑移支座的作用,采用非线性模态时程分析进行地震反应分析。输入ElCentro波、Taft波和Gengma波进行动力时程分析,地面运动最大加速度取为18cm/s2,三向加速度比值为1∶0.85∶0.65。计算结果表明,当各支座允许转角0.05rad、各滑移支座沿滑移方向具有±50mm的低摩擦力滑移能力时,能够有效减小温度效应引起的结构内力。以66轴桁架为例,主要构件的温度内力显著减小(尤其是对杆件截面影响较大的弯矩),部分数据对比见表2。从表2可见,在地震作用下,各桁架杆件的内力有增有减,以增加的居多,但绝对数值大多比温度内力的减小值小。另外,剪力墙和未设置滑动支座(或非滑动方向)的桥墩在地震作用下的内力有所增加,但增大值远比温度内力的减小值小。采用滑移支座后,结构的动力性能改变不大:周期-模态参与百分比之和曲线对比见图5,从图中可见各主要周期变化不大,主要振型也仅略有改变。5关键组件和节点的设计5.1桁架结构及设计方法图6给出了表1中第四类桁架———图3中ue583瑓瑨轴巨型桁架(图6中用粗黑线凸显)及其支座巨柱、上部屋面桁架的立面图。该桁架是本工程中最主要的大跨、重载桁架之一。为获得最优的结构性能并最大限度地降低用钢量,结构充分利用建筑允许的最大高度来设计巨型桁架:巨型桁架下部以市政道路要求的净高为限,坐落在“桥墩”即巨型混凝土柱上,上弦设在屋面桁架底部,在巨型桁架高度内设有一夹层、二层和二夹层,在二层楼面还与周边桁架相连。图6中所示尺寸及标高均为构件中心线尺寸及标高,桁架跨度为54m,高度为18.205m,采用再分式桁架。桁架上弦采用箱形截面□760×760×36,下弦采用箱形截面□760×760×55,中间竖向腹杆为箱形截面□760×760×25,两侧竖向腹杆采用目字形截面1440×1000×60,斜腹杆为箱形截面□1000×1000×60,□760×760×30,□760×558×24等,钢材均采用Q345C。为充分发挥构件材料的作用,应尽量减小桁架构件可能受到的节间力,从而减小桁架杆件上的弯矩和剪力,使桁架构件以受轴向力为主。设计时主要通过采取构造措施和控制施工顺序来达到这个目标:1)如图6所示,在二层楼面桁架搁置在巨型桁架上的支点处,将其上弦设计成恒荷载下可滑移的构造(连接钢板采用水平向长圆孔、楼板混凝土局部后浇),待二层楼面荷载作用完毕、变形稳定后才固定水平向约束,楼面桁架的下弦采用水平长圆孔与巨型桁架连接,释放该桁架端部转角引起的水平作用;2)如图6所示,巨型桁架两侧在二层楼面标高设1m高槽形钢梁,以竖腹杆为支点,跨越斜腹杆,用作二层楼面次梁和楼板的支点,避免腹杆在节间受到约束而产生弯矩;3)确定桁架杆件的截面形状时,尽量采用截面面积相同情况下截面惯性矩小的形状,以减小桁架杆件中的弯矩。对比分析表明,采用以上措施后,部分杆件用钢量可节省一半以上。可见,尽量确保桁架构件只受轴向力可以有效控制用钢量,达到既安全又经济的效果。57和66轴也采用与58轴一样的设计方法。图7为施工时的照片。5.2桁架腹杆节长无法消除放线滑从图1和图3中均可见跨越苏州大道的东桥厅是弧形弯曲的,这就使得桥厅楼面结构中每一榀桁架的跨度都不同。此时有两种结构处理方法:一是按跨度的不同调整桁架腹杆节间距离,但无法使楼面梁都支承到桁架节点上,从而会在桁架弦杆内引起较大的弯矩;二是保持桁架腹杆节间距离不变,使所有的楼面梁都直接作用到桁架节点上,但会引起部分桁架临近支座处斜腹杆与弦杆夹角角度太小,影响传力效率并加大施工难度。本工程经反复对比和分析,采用固定各桁架腹杆节间距离的设计,而在支座处采用如图8所示的方法进行处理:上下弦杆通长到支座内,同时保持支座处桁架腹杆与弦杆夹角在正常范围内,在桁架根部竖向腹杆和端部斜腹杆之间设置双向加劲的钢板。分析和实践表明,这种受到上下弦杆有效约束的双向加劲钢板能够有效传递较大的剪力和弯矩,在传力上是可靠的,且其施工难度也较小,在本工程中收到了较好的效果。5.3桥墩延性的改善计算结果显示,桥墩支座受到的最大竖向压力为60000kN。为改善桥墩的延性,在其中央设直径为1.5m的芯柱。其截面配筋图见图9。6滑移部件的设计和试验6.1大转角和小角度由于桁架结构跨度大、负载大,所以支座是设计的关键之一。经过反复比较,决定采用减震球形钢支座。减震球形钢支座是以普通球形钢支座作为承受各种荷载以及位移的构件与以软钢阻尼作为耗能减震的构件组合而成的一种新型大吨位抗震支座。球形钢支座与盆式支座相比,具有下列优点:1)球形钢支座通过球面传力,不出现力的缩颈现象,作用在混凝土柱上的反力比较均匀;2)球形钢支座通过球面聚四氟乙烯板的滑移来实现支座的转动过程,转动力矩小,而且转动力矩只与支座球面半径及聚四氟乙烯板的摩擦系数有关,与支座转角大小无关,因此特别适用于大转角的要求;3)支座各向转动性能一致;4)支座不用橡胶承压,不存在橡胶老化对支座转动性能的影响;5)抗震性能好。球形钢支座可受拉、压、剪(横向力),在巨大的随机地震作用下,只要上下结构本身不破坏,就不会发生落梁、落架等灾难性后果。设在球形钢支座内的软钢阻尼器,采用屈服应力比较低的软钢(Q195)给结构附加刚度和阻尼,利用软钢屈服后的塑性变形和滞回变形耗散输入的地震能量。这种在支座内加设软钢阻尼的设计对造价几乎没有影响。本工程中减震球形钢支座包括55000kN-GD(图10(a))和35000kN-GD两种固定支座以及60000kN-ZX±150(图10(b))和35000kN-ZX±150两种单向滑移支座。结构整体分析结果要求单向滑移支座在顺桥向允许最大滑移±150mm,当位移量在±50mm以内时支座中滑移面之间的摩擦系数约为0.01~0.03,位移量超过±50mm后软钢阻尼器提供阻尼力,等效阻尼系数为0.2。支座设计采用通用有限元分析软件ANSYS。在核心区的有限元计算中,假定上顶板和中间球面板的镜面不锈钢和四氟板厚度为零,中间球面板和底盆的镜面不锈钢和四氟板厚度为零,只考虑其作为摩擦介质的作用。计算模型按支座总装结构考虑,在上顶板和中间球面板、底盆和中间球面板之间设置面接触单元。图11给出了60000kN-ZX±150单向滑移支座核心区的有限元分析应力云图。有限元分析结果(图11)表明,支座的最大应力出现在很小的区域内,绝大部分区域的应力均小于材料的允许应力,所以支座满足设计要求。支座水平力-位移符合双折线模型。图12为55000kN-GD固定支座的恢复力模型,其屈服荷载为1155kN,屈服前的刚度为2.96×108N/m,屈服后的刚度为1.5×107N/m。6.2设备应用试验为了检测球形减震钢支座在低周反复荷载作用下的滞回性能、阻尼参数以及支座的承载能力,在同济大学土木工程防灾国家重点实验室内,以35000kN-ZX±150球形减震钢支座为原型,采用相似理论,设计制作了1/2比例模型,模型支座的设计竖向承载力为8750kN,横向水平力为1500kN,顺桥向位移为±75mm,转角为0.05rad。采用20000kN电液伺服支座试验系统进行了竖向承载能力试验、水平摩擦系数的测定、顺桥向滞回性能试验、横桥向滞回性能试验以及横桥向水平承载能力试验。试验照片见图13。竖向承载能力试验的测试内容包括竖向荷载、支座四角竖向变形和应力集中点的应变。试验测得在最大竖向试验荷载作用下,支座的竖向变形最大值为3.31mm,支座侧面的最大应力为13.7MPa。水平摩擦系数测定是先施加竖向试验荷载至8750kN,然后施加水平荷载至支座滑移,测得水平摩擦系数平均值为0.0106。纵向(顺桥向)滞回性能试验是先施加竖向荷载至8750kN,并保持此荷载,按水平加载频率0.1Hz,分别以最大位移±20,±40,±60,±75mm为控制量,沿水平向加载5周,连续记录竖向荷载、水平荷载和水平位移。顺桥向滞回曲线如图14所示。从试验结果分析可得,支座的等效阻尼系数大于0.2,在工作区间内,支座的减震性能优良。横向(横桥向)滞回性能试验是先施加竖向荷载至8750kN,并保持此荷载,按水平加载频率0.1Hz,分别以最大位移±4,±6,±10mm为控制量,沿水平向加载5周,连续记录竖向荷载、水平荷载和水平位移。横桥向滞回曲线如图15所示。从试验结果分析可得,支座的等效阻尼系数大于0.1,在工作区间内,尽管无需考虑其减震性能,仍具有较好的消能性能。横向(横桥向)水平承载能力试验是施加竖向荷载至8750kN,并保持此荷载,以最大水平试验荷载的10%为级差,分10级进行横向水平加载试验,每级