型钢混凝土框架

型钢混凝土框架（共10篇）

型钢混凝土框架 篇1

1 概述

型钢混凝土柱较普通钢筋柱具有刚度大、承载力高、断面尺寸小及抗震性能好等优点。带预应力钢筋的混凝土梁较普通混凝土梁相比能够显著改善结构正常使用极限状态的限制。为此,将预应力混凝土梁和型钢混凝土柱相结合的新型结构具有广阔的应用前景[1,2]。

2 有限元模型

1)整体式模型:把单元视为连续均质材料,将钢筋弥散于单元中。钢筋对整个结构的作用通过调整单元的材料力学性能来体现。整体式模型可采用ANSYS中各种平面单元或三维单元。这种单元的精度很低,它无法揭示钢筋和混凝土之间作用的微观机理;2)组合式模型:组合式模型介于分离式模型和整体式模型之间,不能考虑混凝土和钢筋间的粘结滑移。在单元分析时,分别计算混凝土和钢筋对单元刚度的贡献,组成一个复合的单元刚度矩阵。这种模型处理裂缝的方式为分布型裂缝。直接利用Solid65提供的实参数建模,其优点是建模方便,分析效率高,而缺点是不适用于钢筋分布较不均匀的区域,且得到钢筋内力比较困难。主要用于有大量钢筋且钢筋分布较均匀的构件中,譬如剪力墙或楼板结构;3)分离式模型:将混凝土和钢筋分别划分成足够小的单元,按照混凝土和钢筋不同的力学性能选取不同的单元类型。分离式模型又分为两种:位移协调:不考虑粘结滑移,利用空间杆单元Link8建立钢筋模型和混凝土单元共用节点。其优点是建模比较方便,可以任意布置钢筋并可直接获得钢筋的内力。缺点是建模比整体式模型要复杂,需要考虑共用节点的位置,且容易出现应力集中而拉坏混凝土的问题,从而导致收敛问题;位移不协调:考虑粘结滑移,需引入粘结单元(ANSYS中,通常利用非线性弹簧单元Combin39,这种单元没有实际尺寸,只需布置在混凝土和钢筋的共用节点之间)。一般来说,钢筋混凝土结构中钢筋和混凝土之间都有比较良好的锚固,钢筋和混凝土之间滑移带来的问题不是很严重,一般不必考虑。

3 建模所选单元

1)混凝土单元。ANSYS的Solid65单元是专为混凝土、岩石等抗压能力远大于抗拉能力的非均匀材料开发的单元。它可以模拟混凝土中的加强钢筋,以及材料的拉裂和压溃现象。它是在三维8节点等单元Solid45的基础上,增加了针对混凝土的性能参数和组合式钢筋模型,采用多线性等向强化模型。其本构关系采用现行GB 50010-2002混凝土结构设计规范[4]建议的两段式模型。破坏准则为5参数Willam-Warnke破坏准则。2)钢筋单元。Link8单元是一种三维单轴拉—压单元,每个节点具有三个自由度:XYZ轴向位移。它不具有抗弯能力,没有抗弯刚度,但是具有塑性、蠕变、膨胀等非线性特性。本文模型中采用Link8单元模拟普通钢筋及预应力钢筋,本构模型采用理想弹塑性模型。3)型钢单元。Shell181为4节点壳单元,该单元可以支持线性分析、材料塑性、硬化刚度、大应变和大变形分析,适合分析薄板及中厚板壳结构。

4 算例分析

一型钢混凝土柱预应力混凝土梁框架结构,跨度8.4 m,柱高1.61 m,梁柱截面尺寸如图1所示。混凝土为C35,泊松比为0.2;箍筋为HPB235级,纵筋为HRB335级,预应力筋采用ϕs15.2高强低松弛钢绞线,抗拉强度标准值为1 860 MPa,张拉控制应力0.75fptk,采用应变方式施加预应力;柱中型钢为Q235Ⅰ280×122×8.5×13.7[5]。

加载垫块及预应力筋锚具采用Solid45单元来模拟。混凝土为Solid65单元,模型如图2所示,型钢采用Shell181模型如图3所示。

普通钢筋及预应力钢筋采用Link8单元。

有限元分析采用三分点加载模式,Solid65单元设置中张开与闭合滑移面的剪切强度缩减系数分别为0.5,0.95,关闭压碎。荷载分步施加,由FCUM命令控制逐步累加荷载。跨中梁底混凝土荷载—应力曲线及荷载—挠度曲线如图4,图5所示。

由图4可知预应力筋作用下,梁底跨中混凝土受压,随着外加荷载逐渐增加,梁底混凝土由受压状态转变为受拉状态,在荷载达到120 kN左右时梁底出现裂缝;由图5可知,预应力筋作用下梁跨中上挠,随着外加荷载逐渐增加,梁跨中挠度由上挠转变为下挠,随后由弹性变形转变为弹塑性变形,最后到极限荷载状态,梁破坏。

5结语

1)采用分离式建模方式,可以精细的模拟出预应力混凝土梁型钢混凝土柱框架结构在各种荷载工况下,各构件材料的受力过程,能够有效的指导工程实践及科研试验;2)算例分析表明,合理划分单元及设置收敛准则,可以模拟结构受力的非线性全过程。

参考文献

[1]董建菲,魏巍,辛欣.型钢混凝土结构的研究发展及应用[J].陕西建筑,2009(2):5-7.

[2]陈海洲,张其林.型钢混凝土柱中型钢的板件宽厚比限值[J].同济大学学报,2009,37(5):597-600.

[3]王新敏.ANSYS工程结构数值分析[M].北京:人民交通出版社,2007.

[4]GB 50010-2002,混凝土结构设计规范[S].

[5]JGJ 138-2001,型钢混凝土组合技术规程[S].

型钢混凝土施工技术探析 篇2

关键词: 型钢混凝土；施工技术；钢筋绑扎；预留孔

当前世界各国对于高层建筑建设都已趋向采用钢—混凝土的组合结构。而型钢混凝土组合结构作为一种极具魅力的组合结构形式,具有其他结构所不具有的独特优点,并且日益广泛地应用于各类建筑与桥梁结构中。凡是能适用钢结构和钢筋混凝土结构的各种结构体系,都可以运用型钢混凝土组合结构。

1.钢筋穿型钢技术

1.1柱梁受力纵筋

1.1.1在钢结构上预留钢筋穿孔

（1)由于型钢混凝土结构中存在内插型钢,钢筋与型钢两者矛盾,为解决此矛盾,方法之一是在型钢中预留钢筋穿孔。梁柱之纵筋,柱箍筋均可以在内插型钢之钢结构中留设穿筋孔。型钢柱在加工前,需对其进行细化,解决运输、安装与钢筋连接,模板加固问题。在此阶段需结合钢筋翻样在钢结构中预留钢筋穿孔。在梁柱节点核心区域钢筋密,绘制大样图,从而确定每根钢筋的走向,相对位置,接头位置,并依据编号配料,较好的完成梁柱钢筋节点施工。

（2)留设钢筋穿筋孔的要点:梁纵筋与柱型钢相碰时,可在型钢柱之钢柱腹板上留设钢筋孔。在进行梁柱筋的穿孔设计时,应遵循现行规范、规程规定。按JGJ138-2001型钢混凝土组合结构技术规程第9.1.4:钢筋穿孔应尽量避免在型钢的翼缘上穿孔。在型钢上穿孔应兼顾型钢截面损失与便于施工两个方面。在柱内型钢腹板上预留钢筋贯穿孔时,型钢腹板截面损失宜小于腹板面积的25%。当梁钢筋较多时,型钢截面损失超过25%时,应采取局部加厚的方法。在实际操作中,依据上述规定,留设穿筋孔孔洞大小以比钢筋直径大6mm~12mm为宜。本工程钢筋穿孔的孔径我们结合设计要求确定如表1所示。

表1钢筋穿孔的孔径

依JGJ138-2001型钢混凝土组合结构技术规程第5.4.2:梁中纵向钢筋之净距不宜小于30mm和1.5倍钢筋直径,因此梁纵筋穿越柱型钢时,孔与孔间的净距离应大于30mm和1.5倍钢筋直径,同时应避开柱内水平加劲板,距离加劲板一般不小于15mm。

柱纵向钢筋若需穿越型钢时,也遵循上述要求即可。

型钢上的钢筋穿孔应在工厂采用相应的机床或专用设备钻孔如摇臂钻进行钻孔,严禁现场用氧气切割开孔。钢筋穿孔应在构件组装前完成。

1.1.2采用机械锚固

依JGJ138-2001型钢混凝土组合结构技术规程第9.1.4:梁柱连接可在柱型钢上设置工字钢牛腿,梁纵向钢筋中一部分可与钢牛腿焊接或搭接,其长度应满足钢筋内力传递要求。

依据上述规定,当在混凝土梁与型钢柱连接时,将梁纵筋与型钢之工字钢牛腿进行焊接以解决穿筋难问题,梁纵筋与柱内工字钢牛腿连接一般与牛腿的翼缘板相焊接,上皮钢筋在上翼缘板上面焊接,下皮钢筋于下翼缘板上面焊接,焊接长度不小于10倍钢筋直径。在实际施工中我们还利用机械锚固原理,在柱腹板留设钢筋接驳器,钢筋接驳器在工厂进行焊接固定。钢筋进行现场绑扎时,钢筋与钢筋接驳器进行相连,也是解决穿筋难的施工方法。

1.2次梁纵筋、构造筋穿筋处理

依JGJ138-2001型钢混凝土组合结构技术规程第9.3.2:钢筋混凝土次梁口型钢混凝土主梁连接,其次梁中的钢筋应穿过或绕过型钢混凝土梁的型钢。因此在工程实际中,我们是按下述原则处理的,当混凝土次梁与型钢混凝土主梁相连时,次梁的上部钢筋一般绕过型钢,下部钢筋锚入主梁内。梁、柱的构造钢筋不穿型钢,遇型钢时弯折锚入柱、梁内。如此处理后,可以满足次梁中的钢筋锚固和力的传递要求,同时也有利于钢筋施工。

1.3箍筋

非节点区域的梁柱箍筋不穿过型钢,同一般混凝土结构施工相同。

在梁柱节点区,依JGJ138-2001型钢混凝土组合结构技术规程第4.3.1~2之条文说明:在型钢混凝土结构中梁柱节点的箍筋的作用尤其突出,除了增强截面抗剪承载力,还可增强塑性铰区变形能力,是确保结构抗震作用的重要构造。因此规程对箍筋的弯钩,间距等都提出了要求,且要求是封闭箍筋。但由于在梁柱节点区域存在型钢,柱箍筋必然存在穿越型钢问题,成为型钢混凝土结构的施工难点。

在工程实际中我们结合设计和施工实践总結出了如下箍筋与型钢混凝土结构之型钢矛盾时的解决方法:

（1)对于柱箍筋一般采取钢梁腹板上留设穿筋孔方法居多,有关要求同柱梁纵筋在钢构上留设孔洞要求。孔与孔间的中心距离,柱箍筋按照箍筋设计要求,一般为100mm。柱箍筋孔距钢梁上下翼缘的距离一般为125mm,与翼缘最近距离控制在翼缘板厚与翼缘腹板焊缝高度之和。

（2)核芯筒暗柱箍筋:某工程主楼有核芯筒,其箍筋遇核芯筒混凝土剪力墙型钢时,箍筋不穿型钢,我们在型钢梁上设置了竖向加劲板,箍筋与加劲板相焊长度双面焊5d。

（3)调整柱箍筋形式。经征得设计同意,可以修改梁柱节点钢梁高度范围内箍筋形式,将多肢复合箍筋修改为外围单肢箍筋加八字拉钩的形式,减少箍筋穿孔。

（4)在梁柱节点区,闭口箍筋采用焊接闭口箍筋。由于整根箍筋无法穿过,施工时尽量采用焊接封闭箍。先开口穿越型钢,然后采用焊接的方法形成闭口箍筋。焊接时按单面焊10d双面焊5d长度进行控制。

（5)对于梁箍筋由于一般不穿越型钢,故其施工方法与一般混凝土施工的梁箍筋类似。但由于梁内有型钢,在施工时,先将箍筋撑开,绕过型钢,再回复箍筋封闭形态。考虑到要将箍筋撑开,因此梁箍筋一般推荐用一级钢筋或二级钢筋,且直径小于14mm为宜。

1.4调整梁截面

有时在钢构上留设穿筋孔或加劲板不能完全解决钢筋施工问题,则要考虑调整梁截面,使钢筋避开型钢,且绕过型钢。

适当增加混凝土梁截面或变化梁截面。按型钢受力和型钢保护层要求,在型钢与混凝土梁截面边缘有一层混凝土保护层。一般此保护层在120mm～150mm,梁的钢筋须布设在此范围内。当梁的钢筋较多时,而钢筋穿孔又受到限制时,我们采取适当扩大梁截面处理的方法。可采取局部加宽、加高,形成腋。或者将整个梁加宽、加高。

2.钢筋绑扎施工

钢筋施工时,应严格按照在钢筋翻样时的钢筋编号和顺序进行钢筋的绑扎。对易堵住型钢穿筋孔的钢筋及时采取机械手段使钢筋偏离原有位置,以便钢筋穿越。

一般按如下顺序施工:

在钢结构完成并进行验收后,进入钢筋绑扎工序,一般遵从如下工序:柱纵筋绑扎-绑扎柱箍筋(非梁柱节点区域箍筋)-(完成柱混凝土模板和混凝土)-梁纵筋穿筋施工-柱箍筋(梁柱节点区域)绑扎施工-梁箍筋绑扎-楼板(屋面板)钢筋绑扎-验收浇捣混凝土(说明:完成柱箍筋绑扎后,是否先完成柱混凝土模板和混凝土视情况而定)。

为更有利于钢筋绑扎施工,在施工图审图阶段,应详细审查图纸,对影响钢筋施工的钢筋进行合理调整,可以与设计协商增大梁柱主筋直径,以达到增大钢筋根数,扩大钢筋的空间,从而增大操作空间,有利于钢筋施工。

如型钢腹板上的开孔大小和位置因施工安装原因已不适用时,应征得设计同意后,采取在现场用电钻补孔或用绞刀扩孔,严禁用气割孔洞。

3.结语

在型钢混凝土结构中通过在型钢中留设穿筋孔,或设置钢筋接驳器、钢筋焊接加劲板解决钢筋穿越型钢问题,在钢筋绑扎施工中注意施工顺序,以达到钢筋绑扎符合混凝土施工规范要求。

参考文献：

[1]丁平，型钢混凝土施工技术[J].建筑技术开发,2010.01

[2]武廷超王季夏孙寿峰,凯恒中心型钢混凝土施工技术[J].施工技术,2007.10

型钢混凝土框架 篇3

型钢混凝土组合结构 (SRC结构) , 又称钢骨混凝土结构, 是指结构杆件或构件, 以型钢为骨架, 外围包以钢筋混凝土, 所形成的组合结构。它是一种独立的机构形式, 该结构形式比传统的钢筋混凝土结构, 具有承载力大、刚度大、抗震性能好的优点;与纯钢结构相比, 具有防火性能好, 结构局部和整体稳定性好, 节省钢材的优点。随着国家经济建设的发展, 型钢组合结构的应用前景将会相当广阔。

弹塑性分析探讨的是建筑结构在大震情况下结构弹塑性阶段的性能, 具有很强的实际价值, 是实现结构抗震性能化设计的重要指标。因此, 探索型钢混凝土结构在弹塑性阶段的特性是十分必要的, 可以促进对该结构形式的深入了解。

1 工程概况

某工程为一9层科研办公大楼, 总建筑面积为500035m2, 位于闽侯上街镇大学城。由抗震缝分隔成三个部分, 分别为框架剪力墙结构及框架结构。其中框架结构部分为型钢混凝土结构。本文将对此部分进行静力弹塑性分析, 探讨型钢混凝土框架结构, 在弹塑性状态下的具体特性。

该型钢混凝土框架结构, 首层层高为5.1m, 二层层高为4.2m, 其余楼层层高均为3.6m, 另有4m高的机房屋面, 总高度为38.7m。场地类别为П类, 场地土特征周期为0.4s, 位移及承载力计算的基本风压W0为0.7kN/m2, 结构阻尼比为0.04。抗震设防烈度为7度, 设计地震分组为二组, 框架抗震等级为二级。楼面为现浇空心楼盖, 采用芯筒内模。由于建筑中心区域开洞较大, 因此将两侧连接部分楼板设为弹性板进行结构计算, 以期更能反映平面不规则形态下结构的抗震特性。梁板混凝土强度等级为C30, 柱混凝土强度等级具体为, 基础至三层为C40, 四到六层为C35, 七层至屋面为C30。型钢混凝土框架柱尺寸详见表1。

2 计算分析

本文采用PKPM软件中EPDA&PUSH对该型钢混凝土框架结构进行静力弹塑性分析, 比较SETWE下的计算结果, 以期得到更为准确贴近结构动力特性的结论。由于本结构X向为薄弱向, 本文就以该向进行分析。下面为具体的计算分析结果。

⑴通过对结构的PUSH-OVER分析, 得到该结构的能力谱及需求谱曲线, 由两曲线交点得到结构性能点 (如图1所示) 。图1中可以看出, 本结构基本满足抗震性能要求, 得出了具体性能点的相应参数。根据该参数得出结构其他的抗震性能指标:在结构性能点处, 其整体位移及位移角曲线如图2、图3所示。

⑵结构侧移曲线, 表现比较顺滑, 没有出现特别的突变点, 基本体现出框架结构的剪切型变形的特征。说明型钢混凝土框架结构基本特性, 还是保持与普通框架结构一致。

结构2层最大层间位移角1/208, 满足抗震规范中罕遇地震下框架结构弹塑性层间位移角1/50的限值。对比SETWE计算结果, 弹性状态时下X向地震作用的2层层间位移角为最大, 其层间位移角为1/829。可看出结构的薄弱层位置没有发生转移, 结构整体抗震性能在弹性与弹塑性两种状态下没有发生突变, 表现较为稳定。

(3) 由图3中可以看出, 结构2层是薄弱层所在。如图4所示为其2层在性能点处的塑性铰的发展分布情况。

由图4可以看出, 塑性铰都是分布在梁端上, 柱端并未产生塑性铰, 没有产生倒塌的破坏性结果, 满足强柱弱梁的抗震要求。中间开洞处周边主要梁体未产生破坏, 结构整体连接完好, 两侧结构可协调变形。图中悬臂梁后端及次梁中段出现塑性铰, 则表示该构件此时发生失效, 应该予以加强处理。

3 结语

通过对型钢混凝土框架结构的静力弹塑性分析, 可以得出以下结论:

(1) 型钢混凝土框架结构在抗震性能, 基本上还是属于框架结构的范畴, 水平变形表现出剪切型变形的特点。

(2) 由于型钢的加入使柱的刚度提高了很多, 因此塑性铰基本上都是出现在梁端处。由于型钢结构本身的特点, 型钢结构的节点往往是设计施工的难点所在, 在实际工程中必须加以重视, 尽量采用不对型钢造成大的削弱的连接方式, 使连接能有效完成罕遇地震下的耗能目标, 避免与计算产生脱节。

(3) 静力弹塑性分析方法在实际工程中的应用, 应该得到进一步的推广和深入的研究, 促进结构抗震性能化设计的发展。由此可以看出, 其操作相对比较容易, 而且可以具体化结构的薄弱点, 可以进行针对性的改良, 不失为一种有效又好用的结构弹塑性分析参考方法。

摘要：本文以某实际工程为例, 对型钢混凝土框架结构进行静力弹塑性分析, 对研究结果与弹性状态下结论进行对比, 探讨型钢混凝土结构的特性。

关键词：型钢混凝土,框架结构,静力弹塑性分析,弹性板,平面不规则

参考文献

[1]王伟锋.型钢混凝土组合结构节点设计.施工技术.2012, 41 (4)

浅谈型钢混凝土组合结构施工技术 篇4

【关键词】型钢 混凝土 组合施工

引言：随着社会的发展，建筑行业的各方面也在近几年发生了翻天覆地的变化。任何一项新技术在发展的同时都会面临着一些难以避免的不足，型钢混凝土组合结构施工技术也不例外。希望通过本文对这问题的探讨，能和建筑行业的一些人员进行交流，共同促进我国建筑行业的发展。

1.型钢混凝土组合结构施工技术与传统施工的不同

型钢混凝土组合结构的定义是：型钢混凝土组合结构是把型钢埋入钢筋混凝土中的一种独立的结构型式。它主要包括三个组成部分：型钢、钢筋和混凝土，这三种物质是组成建筑物的中流砥柱。任何一项新技术都凝聚着设计者的心血，都有一定的科学原理，也有其自己的技术性和进步性。型钢混凝土组合结构的产生，为建筑行业注入了新鲜血液。相比于传统的建筑技术，它也必然存在着优势与不足。首先，从优势方面去说，它比传统的钢筋混凝土结构具有更大的承载力、更强的刚度和更加良好的抗震性能。不仅仅如此，它的构件截面小，可以节省很多的空间。而且，它的抗剪能力高、延性好；除此之外，型钢混凝土组合结构施工时能节省模板，如果模板部分的面积节省出来了，就能节省很大一部分建筑原材料和人力，从而加快施工进度，提高施工效率，这对于各方面来说都是有益的。

型钢的相关定义是：有确定断面形状且长度和截面周长之比相当大的直条钢材。它与传统钢材料相比也有很多优势，传统钢材料在一定条件下易生锈，运用型钢作为原材料之后，就具有了更大的强度，就能防止钢结构局部和整体屈曲； 增加结构刚度和阻尼； 除此之外，型钢还具有防锈、防腐、防火等优势。这些特性在建筑物种发挥着尤为重要的作用，这些特性防止建筑结构磨损变形，而且在可以长期保证建筑物各方面的质量。我国现在需要大力发展型钢材料，而且国家对建筑物的质量也越来越重视，对建筑商的要求也越来越高。特别是近几年的汶川地震和雅安地震，人们的防震意识也越来越强。因此，在我国可以有针对性的大力推广型钢混凝土组合结构施工技术，对于我国建筑业的长期、稳定发展来说，有着重要的意义。

但是，我们也必须看到型钢混凝土组合结构施工技术中存在的不足。总体来说就是技术上的要求比较高，与传统相比，它需要考虑的技术情况比较复杂，实际建筑过程中对建筑方法的要求也很高，这对于一些传统的建筑工人们来说，在技术方面是一个挑战。因此，要想大力发展这项技术，必须各方面重视起来，任重而道远。

2.型钢混凝土组合结构施工技术要点

2.1将地脚螺栓首先埋好

安装地脚螺栓需专人在纵横两个方向用经纬仪和水准仪控制预埋件轴线及标高，并在四个方向加固，安放调节螺母利用水准仪调节螺杆的高度，保证埋件标高。以上工作完成之后，需要注意锚栓固定样板。在工件出厂之前，厂家应在锚栓固定样板上打两个大小大概一致的孔，这样的话就能便于用其他材料对样板进行固定。固定效果的好坏直接影响建筑结构的稳定性。如果不能进行良好的固定，在遇到恶劣天气时，如大风大雨，就容易使锚栓固定样板发生移位或错位，进而影响整个建筑材料或者部分建筑材料的外形或稳定性。这是在建筑过程中应该避免的错误。

2.2注意埋件的安装

底板梁钢筋绑扎完之后， 通过控制点放出埋件位置， 将锚栓分根插入梁内，运用一些建筑设备确定埋件位置，如水平仪等。在位置确定好之后，就可以浇注混凝土了。由此可见，埋件安装工作质量的高低直接与混凝土浇注工作建立起聯系。只有从各方面调整好了埋件位置，才能保证混凝土在浇筑过程中保持良好的建筑状态，以免给以后的建筑物安全留下隐患。

2.3型钢梁施工及梁钢筋的绑扎及混凝土浇注

混凝土浇筑之前，需要做的工作是绑扎、排布钢筋。排布钢筋一定要坚持整齐有序的原则。在排布之前，设计时要提前做好规划，一定要精确的计算出来所需钢筋的数量和排布布局，翻样按照钢筋实际规格、间距大小按比例排放，及时与设计单位协商调整钢筋布排方法。混凝土浇注是一个非常重要的步骤，在浇筑过程中一定要提前确定好浇注方案，包括什么时候开始浇注、每次浇注所需的时间间隔、浇注的空间位置、浇注所需水泥混合材料的纯度和成分，这一系列工作都需要专业人员来完成。浇筑过程中，浇注方法与传统方法相比，还是存在一些不同。因为钢性支架本身具有一定的强度和硬度，可以在混凝土没有完全硬化之前承载一定的重量，因此在浇筑的时候就有了很大的发展空间，不用在混凝土凝固方面过多考虑，在设计浇注方法的时候也有了更多的选择。具体过程中也有一些事项需要注意。例如型钢部位的钢筋密度比较大，不容易探清里面的具体情况，在施工之前负责人一定要做好这方面的探查工作，以便对施工的具体情况有一个更充分的理解。要认真对有关技术人员进行指导，让他们了解每一步的施工过程和注意事项，并做好施工记录，以便在发生困难和一些突发情况时能及时进行解决。而且发现困难要及时处理，保证合模前各部位能够按计划顺利下放振捣棒。另一方面需要注意的是，振捣时间以混凝土表面出现浮浆，且不再下沉为止，时间宜为20s左右。时间不可过长或过短，过长会影响凝固时间和效果，钢筋就不能很好的进行凝固，地基和建筑结构就不会很结实。时间过短的话也容易造成地基不结实。因此，这两点在浇筑过程中都要非常注意。框架结构是一切建筑物的决定因素，因此每一个细节都应该高度重视。

3.型钢混凝土组合结构未来发展趋势

随着型钢混凝土组合结构的大力普及，人们对于这方面的研究也越来越多，研究方向通常包括两方面，一方面是新型型钢材料的应用，另一方面就是组合结构的创新和发展。现在的型钢结构常见的类型有：薄壁型钢-混凝土组合梁、薄壁型钢-混凝土组合楼板等，这几种组合结构已经在国内外建筑行业大力普及，他们不仅节省空间，而且坚固性能好。但是，未来的发展趋势会分为以下几点： 现在的组合结构通常只是Z 形钢和 C 形钢组合成的截面形式，它们存在优点，但是在某些性能方面需要提高，因此应加大其他类型的组合结构形式；我国近几年地震多发，因此提高薄壁型钢-混凝土组合结构的防震性能成为一个刻不容缓的任务，同样需要提高材料的坚固性和组合结构两个方面；最后考虑到现在高层建筑火灾多发，还要提高组合结构的抗高温水平，现在科学已经发明出越来越多的抗高温材料，要把这些材料应用到建筑行业，提高建筑物的安全性能。

结束语：型钢-混凝土组合结构有着很大的发展前景。建筑行业的健康发展，直接影响着人们的生活和居住质量。现在的豆腐渣工程很普遍，都是因为一些建筑商缺乏安全意识、缺少对社会的责任感造成的，但幸运的是建筑行业已经引起了全社会的高度重视。每一个建筑相关人员都应该在工作中严格要求自己，学习新的技术，总结经验，共同努力，创造人们幸福的生活家园。

参考文献

[1] 侯治国.混凝土结构[M].第3版.武汉：武汉理工大学出版社，2006.

[2] 应惠清.建筑施工技术[M].上海：同济大学出版社，2006.

型钢混凝土框架 篇5

一、工程概况

云中城是一个由3层地下室、2栋地上53层塔楼及2栋2~3层附楼组成的多功能建筑群。其中塔楼地上高度223.5 m, 结构形式采用钢筋混凝土筒体和钢框架混合结构, 总建筑面积约为30万m2。外框架每层有20根方钢管柱, 300多根根钢梁组成。外框架柱为焊接方钢管内灌自密实混凝土, 方钢管壁厚从下至上为30~18 mm;柱截面尺寸900×900 mm、850×850 mm, 800×800 mm, 750×750 mm, 650×650 mm, 550×550 mm。柱分节由吊装施工方案决定, 原则上三层高度一节, 标准节长度12.3 m (最长12.3 m, 最短7 m) 。柱芯混凝土设计要求从下至上采用C55、C50、C45、C40、C35自密实混凝土。混凝土核心筒为19.8×19.8 m, 墙厚逐渐变化, B=1 000 mm, 900 mm, 800 mm, 700 mm, 600 mm, 500 mm, 板厚普通层H=110 mm, 设备层为H=120 mm, 核心筒板厚H=150 mm;设备层配筋为￠8@150双层双向, 其他层为￠8@200双层双向, 全部为三级钢, 核心筒外围全部为钢框梁。标准层层高为4.1 m, 首层7.0 m, 二层5.95 m, 三层5.5 m。

二、混凝土核心筒体+型钢钢框架组合结构施工方案

由于混凝土核心筒体+型钢钢框架组合结构与钢筋混凝土结构的区别, 所以此类建筑施工必然有不同。

1. 混凝土核心筒与钢框架整体上升施工方案

目前, 在此类超高层建筑施工中经常使用的方案是混凝土核心筒先施工至5~6层, 再进行外围钢框架结构施工, 在此项目, 采用核心筒和外围钢框架整体上升施工方案, 即:钢筋混凝土核心筒和外围钢框架同时施工。具体施工步骤为:

(1) 吊装核心筒内劲性钢柱并连接校正;

(2) 安装核心筒剪力墙钢筋;与此同时外围钢柱也在吊装 (如果遇到某层有钢柱吊装的情况) ;

(3) 安装模板支架, 利用钢管支架支撑次钢梁, 按次钢梁梁底标高搭设好钢管支架;

(4) 安装次钢梁, 次钢梁预埋件与次钢梁同时施工;

(5) 安装楼板模板;

(6) 安装剪力墙模板和绑扎楼面钢筋;

(7) 浇筑混凝土。

注意:在浇筑混凝土之前必须将所在楼层这节钢柱及主钢梁安装焊接校正完毕。由于此种施工方案钢梁的重量在核心筒混凝土达到强度前全部模板钢管支架承担, 所以按照混凝土强度龄期与施工进度, 必须至少保证4套模板支架才能满足要求。

这个整体上升方案解决了核心筒施工操作面小的问题和核心筒与外围钢柱立体交叉作业的问题, 同时也省下了核心筒外防护。

2. 钢管柱混凝土施工方案

根据工程概况可知, 该工程钢结构采用截面较小的钢柱, 钢结构安装采用三层一吊的安装方式, 柱长达12.3 m, 每段钢柱内侧有多个节点加强肋板, 肋板中间仅有200的圆孔, 由于钢管柱四周密封, 里面的气体不能从四周排出, 只能通过圆孔往上面排出。如因配合比原因或浇筑工艺不当, 将会造成断柱、不密实、出现空洞和其他的严重混凝土质量缺陷。

钢管柱混凝土浇筑在每节柱第三层楼面混凝土浇筑时同时浇筑。混凝土利用布料机输送。布料机布置如图1所示。

混凝土浇筑工艺选择钢管柱混凝土施工三种方法:顶升法、高抛法、内部振捣法中的内部振捣法。每次浇筑前, 先将振动棒插入钢管柱内 (振动棒要足够长, 比钢管柱长2 m左右) , 再插入布料管, 先下料500 mm, 开动振动棒, 边下料边缓慢拔起振动棒, 待浇筑至离柱口500~600 mm时停止下料, 然后振动棒缓慢拔出。浇筑过程中, 混凝土下落速度宜慢不能快, 注意混凝土浇筑连续性。如间断浇筑时, 浇筑的间断时间不得超过混凝土的初凝时间。混凝土液面的高度离上口不小于500 mm, 以防止上节柱焊接安装时烧伤混凝土。为了防止焊接钢柱时烧伤混凝土和对混凝土进行养护, 一般在浇筑完混凝土后12个小时内在钢管内混凝土表面加入50 mm左右水, 为防止养护水残留, 在柱顶以下200 mm左右设置一抽水孔, 便于在浇筑之前用软管将残留水抽出。

3. 钢筋安装工程中板筋负加筋位置的控制方案

由于外围钢梁梁面平板底, 钢梁上每隔段距离焊有80 mm铆钉, 与普通钢筋混凝土梁不同, 板筋的负筋不能通过混凝土梁钢筋架设起来, 所以很难保证负筋的位置, 导致混凝土板在钢梁处产生裂缝。为此, 用与板筋同规格钢筋沿钢梁通长焊在铆钉上, 再将负筋架设在焊接钢筋上, 旁边用马蹬架设。如果在梁面也架设马蹬, 由于钢梁起拱架设马蹬将导致楼面板加厚。

4. 外爬架与钢框架结构结构连接方案

由于核心筒外围除了楼板为混凝土外, 其他结构均为钢结构, 外爬架防护受力构件与主体结构不能直接与钢梁或钢柱焊接或在钢梁腹板上钻孔连接, 所以, 改变原常用在外围结构梁内预埋构件或预留孔洞的方式, 在板面预留螺栓孔, 然后用构件箍住钢梁作为爬架受力方式, 如图2所示。

三、结语

型钢混凝土框架 篇6

o•12访200 (012 (^300) o j3列0丨9栓钉, 长、高度方肉问距200 275 225顶端驾225入梁内275500 o图3型钢混凝土框柱剖面保证弯矩在梁柱间以i/•传递, 所以框柱乜设计为铟纲混凝土结构。《型钢混凝土组合结构技术规程》J (;j 138—m200 J 00, 100, TTt KL上皮配筋丨2必2 (焊5…腰筋共丨6细4此二H筋通过柱2排019栓钉, 长80纵糾…丨距2000 12@100>12^200此二根筋通过柱余勺钢柱焊接图2型钢混凝土框梁剖面6K顶端弯入梁内JL-0 12^100 (012@150) 拉筋0丨2??丨》0"” (012@150) 2001要求型钢混凝土梁柱丨‘/点的梁端、柱端铟钢各自承担的受弯承载力之和应满足一定的比例关系:0.5^^-^^2.0式中, 5:W:为节点上、下柱端型钢受弯承载力之和;IW;:为节点左、右梁端型钢受弯承载力之和在《钢骨混凝土结构技术规程》Y B 9082—2006中也有类似的要求.ffl已适度放宽, 要求的此比例系数为&0.4且彡2.5。V1'本"T�程迆钢混凝土框架梁柱节点的=0.5, 满足《型钢混凝土组合结构技术规程》中会0.5且姿2.0的要求, 肖然也满足《钢骨混凝土结构技术规程》的要求。《钢骨混凝土结构技术规程》认为钢骨混凝土结构 (型钢混凝土组合结构) 中钢骨 (型钢〉所占的含钢率不宂大于15%.对于抗震等级二级的框架含钢率不宜小于4%, 较为合理的含钢率应为5%~8%本工程勘钢混凝土框梁钢骨的含钢率为5-】%, 属于较为合理的含钢率型钢混凝土框柱钢骨的含钢率为4.3%, 在适川的含钢率范围内, 接近合理的含钢率由于塑钢混凝土框柱结构形式的确定并非W为承载能力原闪, 所以没冇冉加大型钢浞凝土框柱的型钢丨丨丨钢量。由T型钢受混凝土和箍筋的约朿, 不易发生部甩屈, W此, 在《型钢混凝土组合结构技术规程》中铟钢板的宽厚比限值比纯钢结构的宽厚比限偵大致放松了1.6倍, 对于Q345H, 型钢梁翼缘的宽厚比限值为小于19, 腹板为小于91, 本工程型钢梁的翼缘宽厚比为6_3, 腹板宽厚比77, 均符合要求。勒钢柱翼缘的宽厚比限值为小于19, 腹板为小于81.本T�程型钢柱的翼缘宽厚比为5.3, 腹板宽厚比为44.8, 均符合要求。3整体结构分析计算本T程采用PKPM系列软件进行整体结构分析计算, 使用PM C AI) 建模单元进行整体计算模彻建立及荷载输人, 使用SAT-8汁算中.元进行结构校型的整体分析计算f扭

f-图4梁裂缝计算剖面在此计算巾J=0.208人=1 735mm�/�=1 685 mm, h (tw=1 510mm, Aaw=30 800mm", A;lw=1 540 mm, =8 043rrmr, A, i (=12 000mm", M—4 948.1 x 106N.mm (跨中弯矩标准组合值, 取自SAT-8计算结果) , 经计算�o*s a=130M/mm2�在本计算中, 与《混凝土结构设计规范》GB 50010—2010最大的不同就是cr, , , 其他参数1-j《混凝土结构设计规范》中裂缝计算的参数基本相同。经计算, 22.5 m跨型钢混凝土框梁跨中下皮混凝土汁算最大裂缝宽度为=0.1 75mm, 小于0.2mm的要求。寒冷地K室外环境的环境类别为二丨>类, 裂缝控制等级为三级0.2mm此梁上皮混凝土位于站厅地面, 属于室内正常环境, 环境类别为一类, 裂缝控制等级为三级0.3mm�此梁支座处上皮混凝土计算最大裂缝宽度为=0.308 mm, 考虑到因铺设管线站厅层地面做法含有100mm厚后浇素混凝土, 可以很好地保护梁中的钢筋, 虽然计算最大裂缝略有超标, 闪为纵向钢筋已较密, 不宜再增加。关于挠度计算, 相关试验表明, 型钢混凝土梁在加载过程中截面平均应变符合平截面假定, 且型钢与混凝土截面变形的平均曲率相同, 因此, 截面抗弯刚度可以采用钢筋混凝土截面抗弯刚度和铟钢截而抗弯刚度迭加的原则来处理。其他计算参数及方法与《混凝土结构设计规范》中关于挠度的计算基本本工程设计基准期50年, 安全等级二级, 重要性系数1.0, 抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.15#, 抗震设防类别为乙类建筑, 框架抗震等级为二级。在计算中, 周期折减系数取0.9, 型钢混凝土框梁的中梁刚度放大系数取1.5, 边梁刚度放大系数取1.2 5, 梁端弯矩调幅系数取0.8 5, 梁柱混凝土强度等级为C40�樹钢材质为Q345B, 型钢连接螺栓选用10.9级摩擦型高强螺栓, 梁柱纵筋选丨丨丨HRB400级钢筋, 梁柱箍筋选用HPB300级钢筋在通常的现浇混凝土框架结构计算中, 中梁刚度放大系数取2.0, 边梁刚度放大系数取1.5。似本工程的矩形型钢混凝土框梁由于横截面较大, 在与现浇楼板组成的T形截面中, 矩形型钢混凝土框梁的刚度在T形梁的总刚度中所占比例较大, 经过矩形截面与T形截面惯性矩比例关系的计算, 中梁刚度放大系数取1.5, 边梁刚度放大系数取1.25在SAT-8的整体分析H•箅巾, 型钢混凝土框架的抗震、内力、强度、侧移等计算结杲均准确"T用, 且都满足规范要求。计算结果显示型钢承担了大部分的弯矩和剪力, 钢筋混凝土部分只承担了较少的弯矩和剪力。对于裂缝和挠度, 笔者认为有必要根据《型钢混凝土组合结构技术规程》公式对®钢混凝土框梁进行裂缝、桡度的笔算校核确汄4型钢混凝土框梁的裂缝、挠度计算《型钢混凝土组合结构技术规程》对型钢混凝土框梁进行裂缝的计算见公式】, 简图如图4所示。a.„, a s=2.10^ (1.9C+0.08—) (公式1) P, ..M“0.87 (人•h0, +A, �r.h () <+k AJi0^) 式中, A为型钢腹板影响系数, 其值取梁受拉侧1/4梁高范闱中腹板高度与整个腹板高度的比值;0^为考虑型钢受拉翼缘1 j部分腹板及受拉钢筋的钢筋应力值;, af为纵向受力钢筋、型钢受拉翼缘面积;为型钢腹板面积;K, �hnt�hn>l为纵向受拉钢筋、型钢受拉翼缘4•截面重心至截面受压边缘的距离;M为弯矩标准组合值。V[董

一致, 不冉详细列出计算公式及计算过程此型钢混凝土框梁的计算挠度为41 m m.小于规范要求的75mm (L/300) 05结构构造5.1柱脚设计及构造根据本工程的承载情况, 通过分析计算, 柱底的弯矩和剪力完全可以由框柱的钢筋混凝土部分承担, 框柱设计为型钢混凝土柱只为保证框架节点处梁柱间弯矩等内力的良好传递。因此, 框柱钢筋混凝土部分的柱脚设f卜成刚接’框柱型钢部分的柱脚设计成铰接, 型钢柱脚锚栓是按构造设K�汴在铟钢下端设置r抗剪键, 这样处理铟钢柱脚施r较简单5.2型钢混凝土框梁、框柱配筋构造型钢混凝土框梁的配筋构造如图2所示’跨中纵向受力钢筋配置12432, 第一徘配10#32, 第二排配2曲32;支座纵向受力钢筋配置丨2#32, 第一排10曲32, 第二排2住32, 框梁上皮非支座贯通筋为4^32框梁下皮纵筋保护层厚度为35, n m (按二1>类要求确定) , 上皮纵筋保护层厚度为25 mm (按一类要求确定) 框梁设置8道腰筋和拉筋, 中间-道拉筋穿过腹板, 其余7道拉筋4腹板焊接, 型钢翼缘的混凝土保护层厚度为1 (M) m m, 为保i£型钢与混凝土之问的黏结力, 在铟钢翼缘的保护层内设置两排x 80mm的栓钉, 纵向间距200mm型钢混凝土框柱的配筋构造如图3所小-, 框柱共配置36根ft 32纵筋, 纵筋保护层厚度为35mm (按二b类要求) , 框柱长向设置4道箍筋, 短向设置2道箍筋、2道荽形箍、5道拉筋, X-中2 m拉筋穿过腹板、3道拉筋与腹板焊接嘲钢翼缘的混凝土保护层厚度为100 m m, 在型钢翼缘的保护层内设S3排长76mm的栓钉, 纵向间距200mm5.3型钢混凝土框架节点构造型钢混凝土框架节点的型钢梁柱为刚接, 型钢梁的翼缘和腹板均与型钢柱坡口熔透焊接。型钢梁的拼接点在距型钢柱中心线1 500mm处, 翼缘坡丨I熔透焊接, 腹板摩擦型高强螺枪连接塑钢混凝土框梁的J:皮纵筋在货点处贯通, 在塑钢柱翼缘外侧的下皮纵筋以贯穿节点, <V.咽钢柱%缘宽范闱内的下皮纵筋焊接在m钢柱翼缘上Vi点处柱箍筋穿过塑钢梁的腹板6关于施工及建成后的效果在施工过程中, 截面如此大的型钢混凝土框架梁很少见, 虽然型钢下翼缘以下100mm的保护层是规范允许的, 但参建各方还是担心下翼缘以下的混凝土能否浇筑密实。为确保施工质M�施T:方、业主、设计方、监理四方最后一致同意做试验, 在施工现场以木材充申型钢, 制作一个2m长的等比例大梁模咽, 按阁纸配筋模型浇筑拆投后效果良H, 各部位混凝土密实, 符合施T.验收标准, >山于型钢混凝土框梁跨度长达22.5 m, 在原设计阁纸中, 要求按跨度的1/800起拱28mm在施丁.过程中, 塑钢难以起拱, 若只是钢筋混凝土部分起拱, 而勒钢不起拱, 则势必会减小哨钢翼缘的保护层。t tl于型钢混凝土框梁的挠度已满足规范要求, 起拱是为了在观感上更舒适, 设计h最后同意了不起拱的施T.方案, 本车站已建成通车, 实际观测, 型钢混凝土框梁平立, 观感良好, 图5足型钢混凝土框架实景照片。图5型钢混凝土框架实景照片参考文献:t I]中闻建筑科学研究院.JGJ 138—2001 S钢混费i:组合结构技术规程S�.北京:中国建筑T-业出版社.2001.[2屮冶集W逑筑研究总院.Y B 9 0 8 2--2 0 0 6锕骨混凝I:结构技术规程[S].北京:冶金1'.业!Ii版社.2007.[3]贺水云.大跨度钢骨混凝h弧形恳臂梁结沟设计U.I:稈设计与研究, 2008 (1) :18-21.[4]张建军, 邱明广.1 7米跨度钢骨混凝丨+.转换梁结构设计[C]//中国钢协钢-混凝h沮合结构分会第儿次年会论文<8.2003.‘s&期亮.放锡山.陈栋.咽钢混凝丨•.泔介结构V/深化设计及厂程应用[J].施1:技水, 2013, 42 (24) :42-44.

摘要：介绍了某轨道交通高架车站大跨型钢混凝土框架的设计思路、分析计算过程、设计成果、结构构造、施工及建成使用情况。

关键词：高架车站,型钢混凝土,框架,组合结构,钢骨混凝土

参考文献

[1]中国建筑科学研究院, JGJ 138-2001型钢混凝土组合结构技术规程[S].北京:中国建筑工业出版社, 2001.

[2]中冶集团建筑研究总院.YB 9082-2006钢骨混凝土结构技术规程[S].北京:冶金工业出版社, 2007.

[3]贺水云.大跨度钢骨混凝土弧形悬臂梁结构设计[J].工程设计与研究, 2008 (1) :18-21.

[4]张建军, 邱明广.17米跨度钢骨混凝土转换梁结构设计[C]//中国钢协钢-混凝土组合结构分会第九次年会论文集, 2003.

型钢混凝土框架 篇7

关键词：超高层建筑,型钢混凝土框架-钢筋混凝土筒体,关键构件

1 工程概况

本工程位于上海浦东新区, 包括5栋高层商办楼、1栋多层商业楼以及3层整体地下室。地下室场地平面尺寸约为250mx190m, 总建筑面积约14万平方。 (总平面图见图1)

1 号楼坐落在大地下室的西北角, 地上41层, 底层和标准层层高分别为6.4m和4.5m, 主屋面高近190m;标准层外包平面尺寸为50.4m×50.4m, 地上建筑面积96600m2, 采用型钢混凝土框架-钢筋混凝土筒体结构。

地下室顶板面-1.200, 覆土厚1米。地下室顶板面作为上部结构的嵌固端。

本文重点阐述1号楼的结构布置, 见标准层结构平面图 (图2) , 以及关键构件的处理措施。

2 结构设计分析

1号楼地上建筑面积近10万平方, 经常使用人数超过8000人, 按照重点设防类 (乙类设防) , 应按8度要求加强其抗震措施。结构设计年限为50年, 结构重要系数为1.0。

根据工程的工程性质、使用功能及业主要求, 为钢组合框架-钢筋混凝土筒体结构, 根据《高层建筑钢-混凝土混合结构设计规程》DG/TJ08-015-2004 (上海) , 钢组合框架-混凝土筒体结构不超过限高190米的高度, 不属于超限高层范围。地下一层顶板作为上部结构嵌固端, 三层地下室为框架结构, 高层对应地下部分局部采用型钢混凝土, 上部钢柱和混凝土筒体内型钢倒插入地下一层。地下一层顶板作为上部结构嵌固端处。高层建筑首层结构层标高高出地下室顶板600, 在高低处通过构造措施保证地下室顶板的连续性。

抗震设防烈度为7度, 场地土类别为IV类, 特征周期为0.90s, 基本地震加速度:0.10g, 水平地震影响系数:0.08 (多遇地震时) , 0.45 (罕遇地震时) , 时程分析用地震加速度最大值:35cm/s2 (多遇地震时) , 200cm/s2 (罕遇地震时) , 结构阻尼比取为0.05。基本风压取重现期100年值0.61KN/m2, 地面粗糙度取为C类 (市区) , 风压体型系数取为1.3。

结构抗震等级, 上部结构外周框架为一级, 核心筒为特一级, 地下一层为一级, 地下二、三层为二级。层间位移角限值 (地下室顶层作为上部结构嵌固端) , 多遇地震时1/680, 罕遇地震时1/100。

主楼结构在平面中央采用钢筋混凝土筒体结构, 并以它作为结构主要抗侧构件。外围框架梁、柱采用型钢混凝土 (SRC) , 剪力墙筒体与周边的柱相连接的框架梁则采用钢结构, 这种结构的选择可减轻自重, 减小框架柱的截面, 加快施工进度, 便于设备穿管。

为保证计算的准备性, 弹性分析时按照规范规定采用SATWE和PMSAP两个软件进行整体计算, 并对结果进行对比分析, 见表1。

两种软件的整体计算指标接近, 无明显差异。补充计算0度和45度方向的地震作用效应, 并进行分析比较, 计算指标也比较接近, 符合有关规定。

根据《建筑抗震设计规范》 (上海规范) 5.1.2应采用时程分析法进行多遇地震下的补充计算。计算结果表明, 每条波计算所得的结构底部剪力均不小于振型分解反应谱法的65%, 三条波的平均值大于振型反应谱法的80%;在罕遇地震作用下的最大弹塑性位移角均小于1/100, 符合规范要求。综上所述, 1号楼结构体系, 结构布置是合理安全可靠的。

3 关键构件设计要点

3.1 核心筒剪力墙及外围墙体

核心筒作为主要的抗侧力构件, 在满足中震弹性的情况下, 即核心筒剪力墙底部加强区满足中震基本弹性;在罕遇地震时, 墙肢所承受的剪力不大于0.15fckbh0;拉应力标准值不大于1.5ftk (C60的剪力墙, 限值为4.3N/mm2) 。

对关键部位采取了以下措施以提高其抗震性能: (1) 核心筒外围墙体的四周转角部位以及和钢梁连接处设置构造型钢, 以提高延性。 (2) 核心筒四周转角部位通高设置约束边缘构件。 (4) 核心筒墙体内部约束边缘构件的设置按轴压比控制, 小于0.2时设置构造边缘构件。 (5) 外围墙体处的连梁均设有型钢, 以满足连梁截面的控制要求, 同时也满足强剪弱弯要求。 (6) 核心筒底部加强部位的墙体分布筋最小配筋率提高至0.6%, 一般部位取0.3%;筒体在每层楼板处均设置暗梁。

3.2 外框架型钢混凝土梁柱的设计

外框采用型钢混凝土梁, 增大了结构的抗扭刚度, 与此同时也增大了土建施工的难度, 特别是梁柱节点处的施工。因此, 外框架型钢混凝土梁截面和配筋的确定, 除了需要满足刚度和承载力的要求外, 还应该尽可能减小施工的难度。首先, 合理配置型钢柱、梁截面板件厚度, 在计算时尽量使外框型钢混凝土梁柱的配筋为构造配筋, 为了避免与外框柱内型钢相碰, 当外框梁底部钢筋根数较多时, 采用在梁柱节点处1:3变截面加腋的方式, 在不影响梁的整体刚度的前提下解决钢筋的锚固问题。节点做法见图2。

3.3 与筒体相连框架梁截面的优化

在保证结构在地震荷载作用下整体位移满足规范要求的前提下, 钢梁与核心筒内筒设计为铰接连接, 大大地减小了构件内力, 使得构件截面大幅减小, 这样做可以有效提高办公区域的净空高度, 同时也减小了框架柱与筒体竖向压缩变形差异所带来的钢结构安装上的难度。注意:控制外框架型钢混凝土柱轴压比限值为0.7, 剪力墙轴压比限值为0.5。目前计算结果, 外框架柱轴压比最大值为0.68, 剪力墙轴压比最大值为0.43。根据电算所得的轴压比合理选择框架柱, 核心筒剪力墙的截面尺寸, 也是控制框架柱与筒体竖向变形差的重要手段之一。

3.4 上部结构嵌固部位的处理

本工程上部结构位于地下室大底盘的中部, 周边远离地下室外墙。因为地上有6个塔楼, 上部结构的嵌固部位宜设置在地下室顶板处。故与建筑协调后, 在离大地下室外墙较远处周边增设了剪力墙, 具体见总平面图 (图1) 。地下室与首层剪切刚度比, 由SATWE软件计算可得, X向为3.281, Y向2.961, 主楼地下室一侧侧向刚度均大于地上底层侧向刚度的2倍。地下室顶板取厚度250mm>180mm。故大底盘多塔计算模型简化为各塔楼单塔模型, 嵌固端设置在地下室顶板处。

3.5 连梁超筋的处理

3.5.1 减小连梁截面高度;增大连梁截面跨度;在连梁中部开水平缝, 以降低连梁的刚度。

3.5.2 内力计算前, 直接将连梁刚度进行折减, 折减系数取0.7。

3.5.3 采用对连梁弯矩调幅的办法, 考虑连梁的塑性内力重分布, 降低连梁的计算内力, 同时应加大剪力墙的地震效应设计值。调幅后的弯矩不小于前弯矩的0.8倍 (6~7度) 。

3.5.4 通过改变连梁计算截面高度, 寻求实际截面连梁的最大抗剪承载力所对应的截面弯矩设计值, 及与之相应的剪力墙内力和配筋。

3.5.5 当连梁抗剪截面不足时, 可采取在连梁中设置型钢或钢板的措施。

3.5.6 连梁的铰接处理, 根据《高层建筑结构技术规程》JGJ3-2002, 当连梁破坏时对承受竖向荷载无明显影响时, 可考虑在大震作用下该连梁不参与工作按独立墙肢进行第二次多遇地震作用下结构内力分析, 墙肢应按两次计算所得的较大内力进行配筋设计。方法4和方法6剪力墙均为按两次计算结构包络设计。

本工程核心筒外围剪力墙东西两侧的两根连梁LL1超筋见图2, 该连梁不作为次梁或主梁的支撑梁, 故两端设铰, 剪力墙按照两次计算结果包络设计。

4 结束语

本工程作为超高层办公楼, 除了通过电算结果分析作为辅助手段, 分析结构体系的合理与安全性;同时为避免因部分结构或构件破坏而导致整个结构丧失抗震能力, 故需要对关键构件采用合理的设计方法, 及可靠的抗震构造措施;来有效保证结构的关键部位在地震作用时的安全可靠性。通过对整体计算, 在局部关键部位采取可靠抗震构造措施, 验证了型钢混凝土框架-钢筋混凝土筒体结构应用于超高层办公楼, 是安全可靠, 切实可行的。

参考文献

[1]GB50009-2001.建筑结构设计荷载规范[M].北京:中国建筑工业出版社.

[2]GB50011-2008.建筑抗震设计规范[M].北京:中国建筑工业出版社.

[3]JGJ3-2002.高层建筑混凝土结构技术规程[M].北京:中国建筑工业出版社.

[4]GB50010-2002.混凝土结构设计规范[M].北京:中国建筑工业出版社.

[5]CECS230:2008.高层建筑钢-混凝土混合结构设计规程[M].北京:中国计划出版社.

型钢混凝土框架 篇8

坝上街环球中心二期工程地上裙楼5层, 住宅63层, 地下4层现浇框架结构工程, 总建筑面积13.66万m2。住宅建筑物总高度209 m, 位居安徽省剪力墙体系住宅最高楼。主体结构均为现浇钢筋混凝土框架、剪结构, 10层以下墙柱采用C60混凝土, 梁板采用C30混凝土, 高强度混凝土按设计要求进行递减。

本工程裙楼中庭区域由于地上空间尺寸调整在±0层布置大截面框架柱转换框架梁, 最大截面框架梁1 000 mm×3 150 mm, 集中线荷载大于15 k N/m框架梁共有8条, 跨度均为8.4 m, 板厚18 mm, 层高5.8 m, 属高大模板支撑体系。

2 高大截面梁模板及支撑设计

本工程现浇钢筋混凝土梁板支模架均采用A48的脚手架钢管搭设, 梁底、侧板和现浇板底板采用15 mm厚胶合板及40×80方木龙骨。模板支架搭设于地下室内楼层顶板上, -1层以下顶板原支模架未拆。

根据建质[2009]87号《关于印发危险性较大的分部分项工程安全管理办法的通知》等条文说明本工程1层中庭区域大截面框架转换梁须组织专家论证, 并编制应急预案。项目根据现场实际情况, 综合考虑楼层模板支架整体的稳定性, 决定在本工程超大梁截面部位采用承插型盘扣式钢管作为模板支撑体系, 施工方案并经专家论证审批完成后实施。框架梁支架设计为:框架梁支撑立杆沿跨度方向为0.9 m, 立杆步距1.50 m, 梁两侧立杆间距1 500 mm, 梁底增加5道承重立杆, 承重立杆顶部采用可调托架。梁底水平纵向梁底小横杆采用钢管+双扣件, 水平间距450布置。对于梁底模板支架采用可调U托的, U托座伸出立杆顶层水平杆的悬臂长度严禁超过650 mm, 专家论证意见丝杆外露长度不大于200 mm, 锚入立杆内长度不得小于150 mm。

采用的钢管类型为A48×2.8 (实测尺寸) , 每根立杆底部设置底座, 底座为厚度50 mm, 宽度100 mm×100 mm的木垫板。其他框架梁以及楼板的支模架仍采用A48的承插型盘扣式钢管搭设。支模架水平杆的步距1.5 m以内。每个步高均设纵横水平杆, 离地为200 mm设纵横扫地杆。为保证架体的整体稳定, , 对对支支撑体系进行安全计算。

各截面梁经计算梁设计参数满足立杆的稳定性要求, 计算所采用钢管直径均为现场实际实测尺寸。

在立杆稳定性计算过程中, 要充分考虑双扣件不仅承受梁自身荷载, 同时承受梁侧一定范围内顶板的叠加荷载。目前市场上各类安全计算软件均未涉及此部位计算, 所以在工程实际编写方案计算过程中均要手工进行计算复核以确保计算无误。另外在模板支架设计、选型时应根据施工实际情况考虑做到承插型脚手架与普通脚手架全面、周到的结合 (见图1, 图2) 。

3 大截面框架梁支架构造要求

1) 现场实际使用钢管材料必须有产品合格证、法定检测单位的复测报告。材料表面不得使用有严重锈蚀、弯曲、压扁及裂纹的钢管。钢管表面应平直光滑, 不应有孔洞、裂缝、结疤、分层、错位、硬弯、毛刺、压痕和深的划道;有以上缺陷的不得用在立杆上。脚手架采用的扣件, 在螺栓拧紧扭力矩达65 N·m时, 不得发生破坏, 扭力扳手进行检查。如使用旧扣件, 扣件必须取样, 并送有相关国家资质的试验单位, 进行扣件抗滑力等试验, 试验结果满足设计要求后方可在施工中使用。

2) 大截梁位置及整层模板支撑架必须在支撑架的外侧周边和内部支撑架设置剪刀撑, 本工程大截梁位置纵横向剪刀撑每隔四跨设置一道, 且梁两侧必须设置剪刀撑, 剪刀撑斜杆与地面倾角设置为45°~60°。每个步高设纵横水平杆, 离地为200 mm设纵横扫地杆。采用钢管进行扣件式连接作刚性侧向约束。水平杆未连通处沿其轴线方向加设局部水平剪刀撑增加其整体刚度。

3) 大截梁支模架与主体结构的拉结采用支模架水平横钢管在先浇筑完成的区域框架柱上, 采用水平钢管扣件与柱抱紧, 具体位置按照水平剪刀撑间距布置, 满足架体的整体稳定性。

4) 扫地杆、水平杆、剪刀撑在混凝土强度达到75%前不得随意拆除。

5) 按图纸设计要求对梁进行起拱。

6) 主体施工质量必须参照《混凝土结构工程施工质量验收规范》模板分项工程的质量要求进行控制。

7) 模板搭设后, 应按《混凝土结构工程施工质量验收规范》及施工方案内容进行严格验收, 验收合格后方可进入下道工序, 并做好验收记录存档工作。

8) 根据结构施工荷载要求:下层楼板具有承受上层荷载的承载能力或加设支架支撑, 因此在大截面梁楼层楼板的混凝土未施工完时, 不能拆除下层楼板的支模架和模板。

9) 楼板下模板次龙骨同样采用40×80的方木, 间距为150 mm, 龙骨搭接长度不少于500 mm, 并且一定要搭接在支点上, 不允许出现悬空现象, 以保证胶合板的刚度, 浇筑混凝土时不会发生弯曲、下沉、变形。梁高在700 mm以上的侧板采用A14螺栓拉结, 纵向间距为350、悬空小于200, 横向间距为900, 并且用双钢管, 蝴蝶卡固定。

4 高大梁模板支架施工过程安全管理

4.1 施工过程检查

1) 项目部每天对支模架的搭设进行日常检查。

2) 检查内容包括现场搭设情况是否与方案相符合, 搭设的情况是否与规范相符合。

3) 在检查过程中, 如发现有不符合方案及规范要求的地方, 应先停工后整改, 经复查符合要求后, 再重新进行施工。

4) 项目部检查, 由项目技术负责人、生产经理带队, 以保证检查的权威性。

5) 在检查过程中发现的问题, 必须以书面形式通知, 写清整改要求, 并履行签字责任手续。

4.2 高大梁模板支架验收

高大模板支架安装完毕后由施工单位组织进行验收, 支模架的验收依据为本工程施工方案、相关的规范要求, 验收检查后办理相关手续和验收记录。施工单位验收通过后, 报监理、建设单位及相关监督单位进行验收, 验收通过后, 进行下一步的混凝土浇捣施工。

4.3 高大梁混凝土浇筑

本工程的混凝土梁板支模架大梁断面尺寸较大, 混凝土浇捣时, 必须按先大梁后楼板 (楼板自中向四周) 的原则进行浇捣, 混凝土浇捣顺序:本工程梁、板、柱混凝土为一次性浇筑完成, 所以各大截面梁混凝土浇捣前先行浇筑框架柱, 再进行高大梁两端向中间均匀分层分批进行, 逐步到位, 不得一次浇捣到顶。泵送混凝土送料时, 混凝土不得堆积在泵送管路出口处, 应及时进行振捣整平避免混凝土集中堆载造成模板与支撑架产生偏心, 影响模板支架的稳定性。考虑本工程实际高大截梁多, 浇筑时间长, 施工要求所有大截面梁混凝土浇筑1/2时停止浇筑, 待下层混凝土强度接近初凝时再进行浇筑余下上层混凝土, 以确保施工安全。

4.4 高大梁模板支架的拆除

1) 本专项施工方案的支撑架的拆除必须等预混凝土梁强度达到100%, 有同条件混凝土强度报告并填写模板拆除令, 报项目技术负责人及监理单位审批完成手续后方可拆除。拆除时自上而下按先支的后拆, 后支的先拆原则进行有序的拆除。

2) 拆除支撑架前, 应清除支撑架上的材料、工具和杂物等, 然后先拆除上部的可调托座及调整节 (架) , 同时卸下跨梁、木楞、钢管等, 再拆除梁板底模板, 后按顺序要求自上而下逐层拆除整个支撑架, 达到模板与楼板分离的要求。

3) 楼板模板拆除应先拆除水平拉杆, 然后拆除板模板支柱, 每排留1根~2根支柱暂不拆, 操作人员应站在已拆除的空隙, 拆去近旁余下的支柱使木挡自由坠落, 再用钩子将模板钩下。

拆卸连接部件时, 应先将锁座上的锁板与卡钩上的锁片旋转至开启位置, 然后开始拆除, 不得硬拉, 严禁敲击。

4) 拆除支撑架时, 应设置警戒区和警戒标志, 并设专职人员负责警戒。

5) 拆下的钢管与扣件、模板, 必须单件由人工传递至地面, 分类堆放, 严禁高空抛掷。

5 结语

坝上街环球中心二期工程1层结构高大截面框架梁采用承插型盘扣式钢管模板支撑架施工, 项目部严格按照相关行业规范, 精心编制专项施工方案, 并通过本地建筑业专家论证, 严格按模板专项方案进行施工。承插型盘扣式钢管脚手架在高大模板中的使用并结合普通钢管脚手架同样具有速度快、操作简单、节点容易处理等等优点, 同时保证了施工安全, 取得了良好的经济效益。

参考文献

[1]建质[2009]254号, 建设工程高大模板支撑系统施工安全监督管理导则[Z].

[2]合建质安[2008]07号, 关于加强合肥市建筑危险性较大工程管理的通知[Z].

[3]合建质安[2008]08号, 关于加强合肥市高大模板支撑工程质量安全管理的实施意见[Z].

[4]GB 50204—2002, 混凝土结构工程施工质量验收规范 (2011版) [S].

[5]JGJ 59—2011, 建筑施工安全检查标准[S].

型钢混凝土框架 篇9

【关键词】型钢；施工；建筑

0.引言

型钢梁的加工在加工厂进行，与钢结构不同之处是型钢梁上也要以预留钢筋孔，用来穿柱头箍筋或梁纵筋的拉钩，这些孔位比较容易确定，对误差的要求也不太严格，必要时可以通过稍微调整箍筋或拉钩的位置，以使孔位满足要求。加工好的型钢梁应编号并运至施工现场。型钢梁的吊装与梁钢筋的安装存在较复杂的交叉作业，两种安装顺序先穿梁底筋再吊装型钢梁的安装方法和先吊装型钢梁再穿梁底筋及面筋的安装方法。以下主要介绍了型钢混凝土梁的施工策略。

1.安装梁底层钢筋

安装型钢梁前必须先穿好梁的底层钢筋。应注意问题是纵向钢筋的连接，穿过型钢柱的钢筋一般应采用直镖纹连接，在安装型钢梁前钢筋的直镖纹连接工作一定要进行彻底，并通过相关方验收。否则，型钢梁一旦安装，梁底层纵筋的直镖纹连接工作将无法进行。工程的工期都是很紧张的，为了给下道工序提供工作面，梁底筋的安装一定要保证质量，一次到位，避免返工，影响工期。当采用先吊装型钢梁再绑扎梁底钢筋时，型钢梁上下翼缘板与梁上下层钢筋间的距离均较小，为保证梁下部钢筋连接及绑扎的操作空间，梁钢筋骨架在梁底模支设计前绑扎好。钢筋骨架形成后铺设梁底木朽，再将模板从骨架与木仿间间隙平推就位，随后拉线调整固定。

（l）型钢之外的梁筋：型钢之外的梁筋可正常绑扎，不受型钢影响。能绕过型钢的钢筋尽可能绕过，按型钢之外的钢筋处理，钢筋翻样和成型时要提前做好局部弯折。

（2）碰型钢柱腹板的钢筋：型钢柱腹板上有预先打好的孔，钢筋从此处穿过即可。腹板上开孔的大小不合适时，可用铰刀扩孔，不得用气割开孔，且应控制型钢腹板的截面损失率小于腹板面积的25%。

（3）与翼缘板相遇的梁筋：与翼缘板相遇的梁筋，如果能在翼缘板打孔应尽量打孔，并与设计人员沟通在打孔部位采取加强措施。

与型钢柱翼缘板相遇的梁筋也可采用受力筋与牛腿相焊的连接方法，先确定牛腿的标高及高度方向的尺寸，进而确定梁筋的平焊或仰焊位置。焊接中，为确保焊接效果，与试验室商定，钢板与钢筋工艺焊接的试件尺寸进行工艺焊接试验后，可大面积施焊。但这种与牛腿焊接的连接方法焊接工作量大。

2.梁筋穿过型钢与用牛腿连接的比较

在梁筋遇到型钢柱翼缘板时，可以在型钢柱翼缘板上打孔，也可以在型钢柱上焊接牛腿，然后把梁筋与牛焊接。但在实际操作中，焊接牛腿比较费事，实践工程当中把这两种方法在事前作了定性对比。

（l）材料消耗方面对比：如果在型钢柱上打孔，并对打孔部位采取加强措施，要消耗一定期数量的钢板；而焊接牛腿也需消耗钢板。这两种方法消耗的钢板数量比较而言焊接牛腿用的要多一些。焊接牛腿可能要加大柱子或梁的截面，从而增大了混凝土的用量，并增加的梁或柱子的自重，可能造成钢筋用量的增加，从而增加工程费用。

（2）工期方面：打孔及焊接加强板都可以在构件加工厂内完成，不影响现场的操作时间和空间，在梁筋安装时直接穿过预留孔即可；如果采用梁筋与牛腿连接的方法，就要有现场焊接，会增大现场工作时间，从而要延长工期，并可能给交叉作业协调带来一定困难。

3.型钢梁的吊装

（l）技术准备工作：安装型钢梁之前要对型钢梁的尺寸再次核对，特别是型钢梁的长度一定要准确无误，同时在安装之前还要实际测量型钢柱之间距离，看是否和型钢梁的长度相吻合，如果不吻合就要采取措施。

（2）吊装：钢梁吊装宜采用专用吊具，两点绑扎，吊装时吊升中必须保证使钢梁保持水平状态。在梁底层钢筋穿好以后就可以进行型钢梁的安装，型钢柱上有型钢梁的托板，托板的位置就是放型钢梁的位置，只要柱子安装无误，型钢梁的位置也不会错，只要对号入座就行。型钢梁放在托板上之后要临时固定牢固，避免出现意外。型钢梁的吊装顺序，应由中间向四周方向进行，以便使制作和安装误差均匀向四周扩散，安装完每根钢梁后要随时检查柱子的垂直度。

（3）节点连接：型钢梁与型钢柱连接采用翼板焊接，腹板采用焊接或螺栓，在焊接当中必须跟踪测量校正柱与柱之间的距离，特别是节点焊接收缩量。达到控制变形，减小或消除附加应力的目的。在对接梁时，在梁的对接区域使用顶部焊有槽钢的千斤顶对两段梁进行调节，使用水准仪对整段梁进行水平调整。在梁对接时，将千斤顶固定，在千斤顶顶部槽钢上弹出轴线以确保对接时梁对接无偏移。

4.型钢混凝土梁上部钢筋及箍筋的施工

梁上部钢筋的安装：在型钢梁安装好后就可穿梁上部钢筋，其操作方法基本同底层筋。梁箍筋的翻样加工梁箍筋的翻样加工主要应考虑梁箍筋的高，由于孔位的限制梁箍筋的高要比一般混凝土梁小3-5cm，这样纵筋才能绑扎到位，使纵筋能绑到箍筋的角部。由上面的型钢柱打孔位的确定可知梁顶面或者底面的保护层与一般的混凝土梁相比要增大25+d，这样箍筋的高度要减小25+d，否则箍筋不可能绑扎到位。不过，这样做之前应事先与设计单位沟通，并征得设计单位的同意。当然一般钢筋混凝土梁纵筋也会出现绑扎不到位的情况，相对而言型钢混凝土结构这种情况比较突出。如果箍筋翻样、成型时尺寸适当，箍筋纵筋一般都能绑扎到位，纵筋能绑到箍筋的角部。

套型钢混凝土梁箍筋：这一步操作与普通钢筋混凝土梁相比较为麻烦。套箍筋时梁的上下纵筋已穿入型钢柱的预留孔内，纵筋的位置已基本固定，并且纵筋间还有型钢梁。实际操作是这样：先将成型好的箍筋扮开一口，如果松开手，箍筋靠自身的回弹力会基本恢复原状；操作人员把箍筋放在梁底层筋下面，两人配合各执箍一端将箍筋拉开一口，口的大小能使型钢梁通过即可，将箍筋套于型钢梁和上下纵筋上；操作工人稍用力帮助箍筋恢复原状，并将箍筋的弯钩钩在纵筋上；将箍筋与纵筋绑扎。如果采用先吊装型钢梁再穿梁筋的安装顺序，可以把箍筋先套在型钢梁上，这样穿箍筋相对较为容易，但梁主筋穿起来比较麻烦。

5.结语

型钢梁与梁钢筋的安装存在一个谁先施工的问题。可先安装梁底筋，也可先吊装型钢梁，具体的操作应根据实际情况，这里是交叉作业的难点，处理得当有益于工期缩短。这两种办法现场可能都要用到。梁钢筋碰到型钢柱时，通过分析对比应尽可能在型钢柱上打孔，但要对打孔部位采取加强措施。 [科]

【参考文献】

[1]范涛.浅述型钢混凝土结构的特点及应用[J].四川建筑科学研究，2004，（04）.

[2]支运芳，邱阳，陈子静.型钢高强混凝土柱合理含钢量试验[J].重庆工学院学报（自然科学版），2008，（05）.

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[4]楚留声，白国良.型钢混凝土框架pushover分析[J].地震工程与工程振动，2009，（02）.

型钢混凝土框架 篇10

钢框架、剪力墙填充钢框架的刚度增幅是突变性质的, 为了解决刚度的突变问题, 提出深梁填充钢框架[1]。Kahn和Hanson[2]最早提出了钢筋混凝土深梁填充框架的结构形式。Kabele[3], Horii[4]和Kesner等[5]通过试验研究, 提出利用纤维混凝土深梁填充钢筋混凝土框架进行结构加固。国内郑宏[6]课题组首先提出了深梁填充钢框架结构, 深梁填充钢框架结构体系是由钢框架和内填钢板深梁组成, 上下两层框架梁与内填钢板深梁通过高强螺栓连接, 如图1所示。钢板深梁承受水平力, 框架柱承受竖向力。并获得国家专利 (ZL200620136047.9) 。郑宏、马江萍等[7]通过对钢板深梁填充钢框架进行试验研究, 证实了钢板深梁填充钢框架具有良好的耗能和抗侧移能力, 并通过理论分析得到建议高厚比。

通过研究发现, 在循环荷载作用下结构破坏时, 深梁中的钢板塑性发展不平衡, 边缘钢板塑性发展充分, 中部区域钢板塑性得不到充分发展, 并且结构受力模型为对角二力杆模型, 本文提出的钢框架内填桁架结构同样可以根据不同抗震要求实现刚度、承载力的渐变调整, 同时克服了前述内填深梁塑性发展不平衡的缺陷。通过改变内填桁架的宽度, 可以得到不同的抗侧移刚度, 满足各种刚度要求, 而且将原来深梁受弯曲剪切变形转化为桁架中二力杆件受拉或压, 受力更为合理, 解决了组合深梁塑性发展不平衡的问题, 可以充分利用钢材性能, 也减轻了构件重量;桁架两端与上下层框架梁螺栓连接, 且桁架所有构件可以预制, 便于制作安装或拆卸更换破损桁架梁, 快速增强结构抗侧能力。内填桁架布置灵活, 便于过道、门窗和管线的布置, 既可用于新建结构, 又可用于结构加固, 具有广阔的应用前景。

本文应用有限元软件SAP2000对6层钢框架和不同形式钢框架内填钢桁架进行了静力弹塑性分析, 对比了结构的顶点位移、基底剪力、结构性能点的指标及塑性铰发展情况。

1 模型建立

1.1 模型选取

通过SAP2000有限元分析软件对于6层纯钢框架和4种不同腹杆形式的钢框架内填平行弦桁架进行静力弹塑性分析, 取一榀框架结构进行分析, 所取榀的跨度分别为7.2m、3m、7.2m, 层高为3.6m, 无地下室。模型如图2所示。

1.2 结构设计资料

结构钢材选用Q235, 楼面恒荷载为4.5k N/㎡, 活荷载为2k N/㎡, 层面不上人, 恒荷载为5.0k N/㎡, 活荷载取0.5 k N/㎡。基本风压为0.35 k N/㎡, 基本雪压为0.2k N/㎡, 本文主要分析结构在地震作用下的性能, 因此对风荷载不予考虑。

本文建议内填桁架布置于跨中, 用PKPM软件进行结构设计, 结构截面尺寸:框架梁截面为400mm×250mm×10mm×16mm;框架柱截面1~3层为500mm×500mm×14mm×20mm;4~6层为400mm×400mm×12mm×18mm。内填桁架的弦杆和腹杆均为等肢角钢相并, 弦杆截面为110mm×12mm, 水平腹杆为100mm×10mm, 斜腹杆为90mm×10mm。

经计算, 框架受力情况:顶层边跨25k N/m, 中跨10k N/m;以下各层边跨27k N/m, 中跨11k N/m。

2 结构PUSH-OVER分析

2.1 PUSH-OVER方法简介

PUSH-OVER方法是近年来在国外得到广泛应用的一种结构抗震能力评价的新方法, 其应用范围主要针对现有结构或设计方案进行抗震能力的估计。这种方法从本质上说是一种静力非线性计算方法, 与以往的抗震静力计算方法不同之处主要在于它将设计反应谱引入了计算过程和计算成果的工程解释。这种方法的优点在于:水平力的大小是根据结构在不同工作阶段的周期由设计反应谱求得, 而分布则根据结构的振型变化求得。

能量谱法是美国ATC-40采用的方法, 也被日本新的建筑基准法 (BSL2000) 所采用。基本思想是建立两条相同基准的谱线, 一条是由力—位移曲线转化为能力谱线 (Capacity Spectrum) , 一条是由加速度反应谱转化为需求谱线 (ADRS) , 把两条线画在同一个图上, 两条曲线的交点定为“目标位移点”或“结构抗震性能点”, 将性能点所对应的位移与位移允许值比较, 判断结构是否满足抗震性能要求。

A—初始地震需求曲线, B—折减后地震需求曲线, C—能力谱

2.2 结构PUSH-OVER分析

结构采用框架单元模拟钢框架, 梁柱节点采用刚接, 内填桁架结构弦杆与框架之间采用刚接, 腹杆的节点均采用铰接。框架柱塑性铰设为P-M2-M3铰, 框架梁的设为M3铰, 内填桁架腹杆均为P铰, 弦杆为M2-M3铰。结构加载模式采用倒三角加载, 假定水平侧向力沿建筑物高度呈线性分布。

2.2.1 基底剪力与顶点位移

纯钢框架与不同形式钢框架内填平行弦桁架结构的基底剪力与顶点位移曲线对比如图4所示, 最大基底剪力及对比如表1所示, 可以看出钢框架内填平行弦桁架大大增加了结构最大承载力, 图中也可以看出结构的刚度得到大幅度提升, 但是内填中心支撑桁架结构、内填十字交叉支撑桁架及内填K形支撑桁架结构的延性性能也是大幅度降低, 而内填单斜支撑桁架结构不仅提高了结构的最大承载力, 并且结构也具有良好的延性性能。

2.2.2 结构性能点指标对比

在得到结构的PUSH-OVER曲线后, 因我国规范和美国规范有区别, 应对反应谱曲线进行转换工作。根据ATC-40可知, CA、CV与水平地震影响系数有关, CA=0.4αmax, CV=Tgαmax, 按照抗震规范, 8度罕遇地震时, CA为0.36, CV为0.54, 由此可得到性能点的指标如表2所示, 性能点的位移均小于结构的极限承载力作用下的位移, 由此可以看出结构均满足抗震性能要求。

2.2.3 结构塑性铰分析

结构在PUSH-OVER分析下, 最早出现塑性铰时, 塑性铰的分布如图5所示。

根据SAP2000分析结果, 出现塑性铰的情况如下:纯钢框架结构首先在二层中跨梁端形成塑性铰, 随着结构的加载, 二至无五层梁端均形成塑性铰, 随后逐渐在底端柱形成塑性铰。钢框架内填单斜支撑桁架结构首先在二层内填桁架的腹杆中形成塑性铰, 然后在一二三层内填桁架腹杆、部分弦杆及梁端形成塑性铰, 随着部分内填桁架出现损坏, 最后在底层柱端形成塑性铰, 梁柱的损坏均出现在内填桁架结构损坏之后。钢框架内填中心支撑桁架结构首先在二层内填桁架的腹杆中形成塑性铰, 然后在一二三层内填桁架腹杆、部分弦杆及梁端形成塑性铰, 最后在底层柱端形成塑性铰, 梁柱的损坏均出现在内填桁架结构损坏之后。钢框架内填十字交叉支撑桁架结构首先在二层及一层内填桁架的腹杆中形成塑性铰, 然后在一至五层内填桁架腹杆、部分弦杆及梁端形成塑性铰, 最后在底层柱端形成塑性铰, 三层的梁端塑性铰发展较快并首先出现损坏。钢框架内填K形偏心支撑桁架结构首先在二层框架梁上形成塑性铰, 然后在一至三层的框架梁上形成塑性铰, 后期在内填桁架上才形成塑性铰, 梁先出现损坏。由此可见在内填单斜杆支撑桁架结构和内填中心支撑桁架结构中, 梁柱的损坏均晚于内填桁架, 并且内填桁架结构最先形成塑性铰。

3结论

(1) 利用SAP2000有限元分析软件对六层纯钢框架和四种形式的钢框架内填平行弦桁架结构进行PUSH-OVER分析, 内填桁架的存在有效地减小了顶点位移, 可较好地抑制结构的侧向变形。

(2) 填充桁架之后的结构在减小侧移的同时, 承受的荷载也得到提升, 由此可以看出内填桁架对于结构的承载力是一个良好的储备。

(3) 四种内填形式中, 对结构承载力增强的顺序是内填十字交叉支撑桁架结构、内填中心支撑桁架结构、内填K行偏心支撑桁架结构、内填单斜支撑桁架形式。但内填十字交叉支撑桁架结构、内填中心支撑桁架结构、内填K行偏心支撑桁架结构延性比较差。

(4) 内填单斜支撑桁架结构、内填中心支撑桁架结构和内填十字交叉支撑桁架结构塑性铰最早出现于内填桁架上, 内填K行偏心支撑桁架结构塑性铰最早出现于二层梁端。内填单斜支撑桁架结构及内填中心支撑桁架结构中内填桁架先于梁柱损坏, 其他两种内填桁架结构均为梁先损坏。当内填桁架屈服时, 框架梁柱均未屈服, 充分发挥了抗震设防第一道防线的作用。

(5) 基于Pushover分析, 从结构承载力、刚度、延性以及结构破坏机理四个方面考虑, 内填单斜杆支撑结构是一种抗震性能较好的结构形式。

参考文献

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