多层平面钢框架

多层平面钢框架（精选7篇）

多层平面钢框架 篇1

钢框架结构是多层钢结构建筑中常用的结构体系之一,其中梁柱节点连接是保证钢结构安全的重要部位,节点设计是否恰当,不仅影响到结构承载力的可靠性和安全性,还会对结构构件的加工制作与工地安装的质量造成影响,并直接影响结构造价,因此节点设计是整个结构设计的关键环节。

1 梁柱节点连接分析

多层钢框架梁与柱的连接可以设计成铰接、半刚性连接或刚性连接。在实际工程中为简化计算,通常假定梁与柱的连接节点为完全刚接或完全铰接。半刚性连接虽已经有一些研究成果,但在多层钢结构中的应用还不多。连接的方法常用焊接连接、摩擦型高强螺栓连接及栓—焊组合连接,栓—焊组合连接是指同一受力连接的不同部位分别采用摩擦型高强螺栓连接及焊接的组合连接,应该注意的是同一力传至同一连接件上时,不允许同时采用又栓又焊两种方法连接。

刚性连接节点的计算简化考虑梁端内力向柱传递时,梁翼缘承担梁端弯矩,而剪力完全由腹板来承担,同时梁腹板与柱的连接除了梁端剪力要进行计算外,尚应验算腹板净截面面积的抗剪承载力;梁柱刚性连接的精确计算是以梁翼缘和腹板各自的截面惯性矩分担作用于梁端的弯矩和梁端的全部剪力。

不论采用何种计算方法,梁与柱刚性连接时,应满足几点要求:1)梁翼缘和腹板与柱的连接,在梁端弯矩和剪力的共同作用下,应具有足够的承载力;2)梁翼缘的内力以集中力作用于柱的部分,不能产生局部破坏,因此应根据情况设置水平加劲肋(对H形截面柱)或水平加劲板(对箱形或圆管形截面柱);3)连接节点板域,即由节点处柱翼缘板和水平加劲肋或水平加劲板所包围的柱腹板区域,在节点弯矩和剪力的共同作用下,应具有足够的承载力和变形能力;4)按抗震设计的结构或按塑性设计的结构,采用焊缝或高强螺栓连接的梁柱连接节点,应保证梁或柱的端部在形成塑性铰时有充分的转动能力。

梁柱铰接连接节点只能承受很小的弯矩,这种连接实际上是为了实现简支梁的支撑条件,即梁端没有线位移,但可以转动。

2 多层钢框架结构常用梁柱节点连接的几种方案

实际工程中,除了铰接节点外,一般大都采用刚接节点。刚接节点通常有下列几种形式:

1)梁与柱丁字形连接,柱上焊有安装用支托,柱的腹板用横向加劲肋加强,如图1所示。这种连接刚度较大,但梁的长度必须制造精确,安装焊缝有仰焊缝,施工操作难度增大,焊接质量不易保证。

2)梁与柱通过宽翼缘T形钢连接如图2所示,T形钢起竖向加劲肋作用,特别适合于十字形横梁的连接。T形钢可用工字钢在腹板上裁开而得,接头长度需大于横梁高度,可使柱的抗扭刚度得到加强,但节点耗钢量加大。

3)梁与柱通过盖板和角钢连接,在柱的东西方向,通过盖板与梁翼缘连接,以传递弯矩。通过竖直角钢与梁腹板连接,以传递剪力。柱上焊有安装用支托,为避免仰焊,上部水平板应小于梁翼缘,下部水平板应大于梁翼缘。在柱的南北方向,盖板兼肋板与柱翼缘和腹板焊接,为避免仰焊,可在上部水平板中间开槽进行焊接。下部水平板下有竖向肋板作为支托承受剪力。梁与柱焊接前均有安装螺栓定位。

梁柱铰接节点连接形式见图3。

3 改进建议

总结多年的设计经验,认为可从以下方面改进梁柱节点连接:

1)从建筑结构的整体布局考虑节点连接。实际工程中多层钢结构建筑大多采用双向刚性连接,这样可以加大结构自身的侧移刚度,减少抗侧移构件的内力,加强结构耗能机制,提高建筑物的延性,有利于结构抗震。但是,刚性节点连接构造复杂、施工安装工作量大、结构用钢量较多、经济效果比铰接节点连接差。

为了解决这一矛盾,在框架结构的纵向(房屋长方向)梁柱做成铰接连接,纵向沿柱高设置竖向柱间支撑,其空间刚度和抗侧力均由支撑提供,另一个方向做成刚性连接,如图4所示。支撑体系用钢量低而刚度大,抗侧力效果明显且构造简单。这样房屋的一个方向无支撑便于生产或人流、物流等建筑功能的安排,又适当考虑了简化设计、施工简便及用钢量等要求,另一个方向适当布置柱间支撑,保证铰接连接下结构的抗侧移能力,特别适用于平面纵向较长,横向较短的建筑。因为在建筑物的纵向梁柱节点较多,由刚性节点改为铰接节点后节点构造简化,明显减少节点用钢量。

2)巧妙处理节点细部构造。比如当柱两侧的梁高相等且采用刚性连接时,每个梁翼缘对应位置均应设置柱内加劲肋板,当柱两侧的梁高不等时,往往要对应梁翼缘设置柱内加劲肋板,这样不仅加劲肋板数量增加,且加劲肋板间距又常常不能满足焊缝间距的要求(间距不小于150 mm)。此时可考虑调整柱两端梁的根部高度,将截面高度较小的梁腹板高度局部加腋,加腋部分翼缘坡度不得大于1∶3,如图5所示。

参考文献

[1]陈志华.建筑钢结构设计[M].天津:天津大学出版社,2004.

[2]GB 50017-2003,钢结构设计规范[S].

[3]潘枫.对钢结构节点设计中抗震验算问题的探讨[J].山西建筑,2007,33(19):67-68.

多层平面钢框架 篇2

关键词：钢框架,Pushover分析,位移,塑性铰

建筑结构设计可以概括为结构选型、结构拓扑设计及结构构件设计三个阶段。任何阶段上不明智的决策都将导致建造上的困难和成本的增加,甚至是不满足规范要求的设计[1]。

1 Pushover分析方法基本假定[2]

1)结构(一般为多自由度体系)的反应与该结构的等效单自由度体系的反应是相关的,即结构的反应仅由结构的第一振型控制。2)在每一加载步内,结构沿高度的变形由形状向量Q表示,在这一步的反应过程中,不管变形大小,形状向量Q保持不变。

2 Pushover分析的基本步骤[3]

1)建立结构分析模型;2)求出结构在竖向荷载作用下的内力;3)施加一定量的沿高度呈一定分布的水平荷载;4)对于上一步进入屈服的构件,改变其状态,形成一个“新”的结构,修改结构的刚度矩阵并求出“新”的结构的自振周期,在其上施加一定量的水平力荷载,又使一个或一批构件恰好进入屈服阶段。不断重复第四步直到结构的侧向位移达到预定的目标位移,或是结构变成机构。记录每一步的结构自振周期并累计每一步施加的荷载;5)计算结构在设计地震下的位移需求,即目标位移;6)在目标位移下,对结构进行抗震性能的评估,从层间位移、结构的破坏机制、塑性铰的分布等方面展开。

3 Pushover分析工况

在定义Pushover工况时,应首先定义重力荷载作用作为Pushover第一工况,其他工况是在第一工况的基础上加载的,水平荷载不断加大,直到达到规定的位移为止。本文所采用的水平加载模式(荷载工况)为:静力工况1(重力荷载);Pushover工况2(重力荷载+均匀分布Y向);Pushover工况3(重力荷载+均匀分布X向);Pushover工况4(重力荷载+第一振型分布);Pushover工况5(重力荷载+第二振型分布)。

4 算例

三层钢框架结构,层高为4.5 m。梁柱全部采用H型钢,柱截面尺寸为500×300×12×20,梁截面尺寸为400×300×10×16,楼板采用100 mm厚现浇混凝土板。该地区设防烈度为8度,场地类别为Ⅱ类,设计地震分组为第二组。设计基本地震加速度值为0.20g,场地特征周期为0.40 s,阻尼比取为0.02。各种工况作用下的楼层位移及层间位移角见表1,表2。

由表1,表2可知:1)工况2和工况4作用下,能力谱曲线与需求谱曲线产生了交点,即性能点。利用该性能点得到结构在需求曲线表征的地震作用下的结构位移,由此判断结构的抗震性能是否达到了多遇或罕遇地震作用下的弹塑性变形要求。在性能点处,多遇地震作用下结构并未出现塑性铰,在罕遇地震作用下结构逐步出现塑性铰。考虑罕遇地震,在工况2作用下,对结构沿Y方向逐步施加水平推力时,塑性铰是逐步出现的。步8时开始出现第一批塑性铰,且出现在底层中间跨梁单元上,表明此梁单元开始进入屈服阶段;荷载步9时底层所有梁单元上均出现了塑性铰。随着荷载的逐步增加,其他层梁上并未出现塑性铰,表明该结构底层是薄弱部位。工况4也出现了类似情况。2)工况3和工况5作用下,在性能点处,多遇地震作用下结构也未出现塑性铰,在罕遇地震作用下结构才逐步出现塑性铰。当沿X方向逐步施加水平推力时,塑性铰也是逐步出现的。在工况3作用下,在荷载步7时的塑性铰第一次出现在底层梁单元上;荷载步8时底层更多梁中出现了塑性铰,同时柱根部也出现了塑性铰;并随着荷载的逐步增加,二层梁中也出现了塑性铰。梁中先出现塑性铰,随后柱中出现塑性铰,表明该结构符合“强柱弱梁”原则。

5结语

对多层钢框架结构进行Pushover分析,四种加载模式所产生的层间位移角均满足抗震规范规定的弹性层间位移角限值1/300和弹塑性层间位移角限值1/50的要求;倒三角分布荷载(工况4、工况5)作用下结构产生的位移略大于侧向均布荷载(工况2、工况3)作用下结构产生的位移,结构顶点位移和层间位移角差异很小;结构层间位移角最大值均在底层,表明底层是结构的薄弱层。

参考文献

[1]李国强.我国高层建筑钢结构发展的主要问题[J].建筑结构学报,1998(2):24-32.

[2]Federal Emerfency Management Agency(FEMA),NEHRP Guide-lines for the Seismic Rehabilitation of Build ing Seism ic SafetyCouncil,FEMA Report 273,1997.

[3]Kraw inkle H,Seneviratna GDPK.Pros and cons of a pushover a-nalysis of seismic performance evaluation[J].Engineering Struc-tures,1998,20(4):452-464.

多层平面钢框架 篇3

1.1 工程场地概况

项目位于四川省广元市剑阁县,属于河东街棚户区改造,根据用地规划,建筑用地近似为一个上底为4.86m,下底长为11.30m,高为42.440m的一个梯形,建筑用地面积为342.59m2。

1.2 工程建筑概况

由于建筑用地的不规则性,框架左侧会采用大量的悬挑梁,建筑平面布置不规则,结构楼层平面刚度分布不对称和结构的刚心与质心位置的偏移,在水平作用下结构承受较大的扭矩。建筑竖向布置沿高度并未发生过大变化。

2 主体结构设计

针对同一建筑,采用PKPM结构设计软件分别建立钢筋混凝土框架结构模型和带支撑-钢框架结构体系模型。

2.1 结构设计基本参数

该建筑设计使用年限为50年,结构安全等级为二级,基础设计等级为丙级。本工程抗震设防烈度为7度,基本地震加速度值为0.05g,框架抗震等级为三级,场地土类别为Ⅱ类。

2.2 RC框架材料信息

RC结构框架度混凝土强度等级为C40,框架梁和楼板为C30混凝土。柱、梁纵筋均采用三级钢(即HRB400),箍筋采用φ8的钢筋(HPB300);楼板中的支座负筋和板底分布筋均采用HPB335级钢筋。

2.3 钢结构构件布置

支撑-钢框架结构构件布置:

钢框架结构中所用柱、梁、支撑(支撑截面尺寸:腹板高度为200mm;厚度为9mm,翼缘宽度200mm,厚度为12mm)采用工字钢,-材等级为Q235;楼板厚度为100mm,采用压型钢板-混凝土浇筑,混凝土强度为C30。

3 结构计算分析

3.1 结构计算参数

该建筑设计使用年限为50年,结构安全等级为二级,基础设计等级为丙级。本工程抗震设防烈度为7度,基本地震加速度值为0.15g,框架抗震等级为三级,场地土类别为Ⅱ类。

结构设计荷载根据《建筑结构荷载设计规范》[1]GB50009-2012进行布置:楼面活在取值为2.0k N/m2,楼梯活荷载取3.5k N/m2,阳台和餐厅活载2.5k N/m2;屋面不上人,活载取值0.5k N/m2。地面粗糙度为C类,基本风压为0.3MPa。

3.2 结果的计算模型

结构整体计算分析采用SATWE(2010版)软件,分别建立RC框架和支撑-钢框架计算模型。

3.3 结构振型

模态分析中,取12个计算阵型,结果发现:钢筋混凝土框架的第一振型和第二振型主要是平动,第三振型主要是扭转,但是结构第二、三振型均为平动扭转混合振型,在地震作用下可能会发生平扭耦合现象,不利于结构抗震。钢框架第一、二振型均为平动,第三振型为扭转,各振型质量参与系数均大于0.9,尽量避免结构在水平荷载作用下产生附加扭矩。支撑-钢框架能通过在结构中合理布置支撑来调节质心和刚心位置,减小二者的偏移距离,减小结构在水平荷载作用下产生的附加扭矩,有效控制了结构自身的扭转因素。同时,钢框架前三阶自振周期比RC框架分别减小52%、67%和77%,这主要是因为钢框架中加入支撑对结构侧移刚度提高效果明显,使得钢框架具有比RC框架更大的侧移刚度,在地震荷载作用下,能够更好地限制结构位移。

3.4 剪力系数

根据《建筑抗震设计规范》[2]GB50011-2010(下简称《抗规》)第5.2.5条规定,设计基本地震加速度为0.15g的七度区的最小剪力系数λ为2.4%。计算发现两种结构形式的最小剪力系数λ为2.96满足

3.5 平均位移和最大层间位移

在多遇地震作用下,RC框架X方向最大层间位移角发生于第三层,为1/685,Y方向最大层间位移角发生于第二层,为1/748钢框架X方向最大层间位移角发生于第二层,为1/680,Y方向发生于第三层,为1/1040。层间位移角根据《抗规》第5.5.1条规定:多遇地震作用下,RC框架的层间位移角限值为1/550,多、高层钢框架层间位移角限值为1/250。支撑-钢框架体系结构抗侧刚度更大,结构平均位移值较小,结构层间位移角也较小,在多遇地震下,其能够更好地限制结构位移,实现“小震不坏”的抗震要求。

3.6 平面规则性分析

在考虑偶然偏性影响的规定水平地震荷载作用下,两类结构竖向构件最大弹性层间位移和平均层间位移之比最大值出现在RC框架Y方向,该值为1.33,大于规范限值(限值为1.3),应按照《高层建筑混凝土结构技术规程》[3]JGJ3-2010(以下简称《高规》)第3.4.5条进行调整。两类结构比较,钢框架平面规则性好于RC框架。

3.7 竖向规则性分析

钢框架结构各层X向刚度与上一层X向侧移刚度70%的比值或上三层平均侧移刚度80%的比值中之较小者的范围为1.000~1.60,Y向为1.000~1.67。RC框架结构该值X向范围为0.96~2.31,Y向范围为1.03~2.37,根据《高规》第4.5.2条规定,结构2层为薄弱层。分析数据说明,钢框架结构竖向布置更加规则,避免了结构薄弱层的出现,在地震荷载作用下更不易出现局部楼层的严重破坏。

3.8 抗剪承载力验算

钢框架结构各楼层上一层抗与其抗剪承载力之比X范围0.81~1.34,Y向范围0.95~1.16。RC框架该比值X向范围0.88~1.30,Y向范围1.08~1.30。两类结构均满足《高规》第5.1.14条规定。

3.9 整体稳定性分析

两种结构最小刚重比均出现在结构第二层,值分别为:RC框架X向为19.50,Y向为19.34,钢框架X向为17.66,Y向为76.24,均满足《高规》第5.4.4条规定,两类结构的结构稳定性相当。之所以带支撑-钢框架结构Y方向刚重比X方向刚重比大很多,是因为结构中支撑大多横向布置,大大提高了结构Y方向的刚度。

4 结论

通过多遇地震作用下,两种结构的响应分析,可以得到以下结论:支撑-钢框架结构避免了RC框架中的混合振型,更有利于抗震;和RC框架相比,支撑-钢框架结构抗侧刚度更大,在多遇地震荷载作用下,能够更好地控制构件侧向位移,保证结构的安全性;支撑-钢框架体系的整体稳定性和RC框架体系相当。

摘要：采用结构设计软件SATWE 2010计算某建筑采用RC框架体系和支撑-钢框架结构的抗震性能,对两种结构体系在多遇地震下的参数进行比较分析。结果表明:支撑-钢框架体系侧移刚度要大过RC框架体系,位移限值较小;合理布置支撑的钢框架体系能有效抑制结构的扭转效应;支撑-钢框架体系的整体稳定性和RC框架体系相当。

关键词：RC框架,支撑-钢框架,抗震性能

参考文献

[1]GB50009-2012,建筑结构荷载设计规范[S].

[2]JGJ3-2010,高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[3]GB 50011-2010,建筑抗震规范[S].

[4]GB 50017-2003,钢结构设计规范[S].

多层钢砼框架结构设计体系研究 篇4

多层钢砼结构 (钢-混凝土组合结构) 充分发挥了钢材和混凝土的材料特性及优点, 钢-混凝土组合结构之一的钢管混凝土 (即钢管砼-CFST) , 就是在钢管中充填素混凝土制成的建筑构件。钢骨砼梁, 是在钢梁周围配置钢筋, 浇注砼后使钢骨与砼成为一体共同工作的组合结构构件。由于钢骨的存在使得构件延性得到很大改善, 其变形能力强, 抗震性能好, 承载力高。混凝土对钢骨的包裹解决了钢结构的防腐、防火问题。施工时钢梁骨架有较大的承载力, 可大大节省模板工作量。

1 钢砼结构的特点分析

钢砼结构体系通常指的是钢框架砼核心筒或剪力墙体系, 抗侧移刚度很大的混凝土核心筒或剪力墙主要抵抗风荷载和地震作用, 而钢框架主要承受竖向荷载。

1.1 降低用钢量钢砼结构体系兼有钢结构和混凝土结构的优点。

与全钢结构相比, 可以降低用钢量40%———55%, 而施工速度与之相当, 能够减少现场焊接工作量、降低防火处理费用;与混凝土结构相比, 可减轻结构自重, 增加建筑使用面积, 缩短施工工期。因此是一种符合我国国情的较好的多层建筑结构形式。

1.2 抗压承载力高, 扩大了建筑使用空间由于钢砼柱的承载力高, 柱子载面小, 还可采用大柱网、大空间的框架结构体系。

所以在多层建筑中采用钢砼柱比采用钢筋混凝土结构增加使用面积3%-6%。

1.3 柱子截面减小对抗震有利和全钢结构相比, 钢砼结构柱的自重小, 地震作用引起的地震反应也将减小。

据有关资料分析, 多层建筑中采用钢砼结构体系比采用全钢结构, 柱自重可以减少1/3~1/2, 地震作用可以减少一半, 相当于设防烈度下降一度。

2 多层钢砼结构的几种常用体系

2.1 多层钢砼框架 (或剪力墙) 体系多层钢砼框架 (或剪力墙)

体系由外围钢框架和混泥土内筒 (或剪力墙) 构成, 钢框架与内筒间的跨度一般为8—12m, 并采用两端饺接的钢梁, 或一端与钢框架柱刚接相连另一端与内筒饺接相连的钢梁。典型工程实例包括深圳发展中心大厦, 北京国贸中心二期塔楼。

2.2 多层带伸臂桁架的钢砼框架体系多层带伸臂桁架的钢砼

框架体系在钢框架混泥土内筒体系的基础上增加伸臂桁架, 目的是提高结构的侧向刚度, 减少水平侧移和内筒承担的倾覆力矩等。典型工程实例为深圳地王商业大厦。

2.3 多层巨柱框架砼内筒体系多层巨柱框架砼内筒体系通过

设置巨型柱, 使带伸臂桁架的钢框架砼内筒体系的测向刚度得以进一步提高, 巨型柱往往采用钢管或钢骨混泥土制成。典型工程实例包括北京冠城园A楼, 上海金茂大厦, 美国休斯顿西南银行大厦等。

3 多层钢砼框架结构设计体系的问题

3.1 目前多层建筑、商住楼开发较多。

随着实心粘土砖的禁用, 多层砖混结构体系的逐渐退出, 纯框架体系更成为了大多数设计院首选的结构体系, 但纯框架体系毕竟是柔性体系, 抗震设计中只有一道梁柱框架抗震防线, 强震下较易破坏甚至倒塌, 可靠度较低;随着层灵敏的增加, 执受力和变形工需要较大的柱, 以致较难满足用户对柱、梁断面尽量的要求。框架梁、柱配筋量增大, 结构造价逐渐增加。

3.2 建议五层以上的多层建筑优先采用框架—剪力墙结构体系。

在分散、均匀、对称和周边的布置原则下利用楼、电梯间、分户墙或允许落地的墙位合理布置长短适中, 数量适当的纵、横剪力墙, 在保证楼板与剪力墙间传递水平力的可靠性下, 可收到良好的抗震、使用及经济效果, 主要如下:

3.2.1 增加了一道抗震防线, 使剪力墙成为第一道防线, 框架成为第二道防线, 较好地实现抗震设计多道设防的设计概念。

3.2.2 设置刚度较框架大许多的剪力墙, 提高了结构的承载力,

减少了层间变形, 在常遇地震下的结构件及非结构构件均不易开裂、破坏;在强震下, 剪力墙不易剪切破坏, 大大提高了结构的防倒塌能力及可靠度。有关专家综合日本震害调查得出结论:剪力墙的数量宜取每平方米楼面50mm长以上。

3.2.3 剪力墙厚一般同填充墙厚, 不会外露, 剪力墙承受了大部分地震剪力及较大部分的地震倾覆力矩。

这样框架基本上以承受竖向荷载为主, 柱、梁断面均较小, 配筋也较少, 特别是框架梁的主筋减少较多。对于非大柱网的多层建筑, 梁宽可取200mm, 也不外露。对于建筑有较好的使用效果。

3.2.4 一般墙量合理不太多的情况下, 框剪结构的混泥土工程

量略小于纯框架结构, 框剪结构墙、柱基本都是构造配筋, 框架梁基本由竖向荷载控制配筋, 钢筋工程量小于纯框架结构, 故多层建筑采用框剪结构的经济效益优于纯钢框架结构。

4 多层钢砼框架结构设计体系典型问题的处理

4.1 对砼结构裂缝的修补采用表面密封法用于修补不再发展的裂缝, 其缝隙宽度不大于0.

2mm具体做法为:在裂缝处用钢丝刷将砼表面打毛, 并用清水洗净, 然后喷涂或涂刷一层涂敷材料、丙烯酸橡胶、聚酯树脂, 或在裂缝上先铺放玻璃丝布, 再用修补材料涂刷。

4.2 对砼结构受损伤部位的修补采用涂抹砂浆法或化学灌浆方法对于浅表面损伤, 可采用涂抹砂浆法或化学灌浆法。

其具体做法是先将受损表面清洗干净, 然后涂一层界面剂或低黏度环氧树脂, 再涂抹环氧树脂砂浆或聚合物水泥砂浆进行修补。

4.3 对砼结构的加固对砼结构加固的目的是要在恢复中提高结构的承载力, 使结构能继续使用或改作其他用途。

加固的方法, 大致有以下几种:

4.3.1 采用增大截面加固方法, 这是一种加大原结构截面和配

筋量的加固方法, 用于提高构件的抗弯强度、抗剪强度和刚度, 也可用来修补砼的裂缝。这种方法的优点是适用面广, 可用于加固梁、柱、墙、基础、屋架弦、腹杆以及连接节点等。新浇砼标号宜比原构件砼标号提高一级。施工工艺简单, 但是作业量大, 减少了建筑的使用面积, 施工中必须保证新老砼的粘结。必要时可采用砼界面剂。

4.3.2 采用粘钢加固方法。

在钢筋砼结构表面用结构胶粘贴钢板, 以提高结构承载力。这种方法的优点是施工简单、快捷。加固时, 基本上不影响使用, 主要用于梁的加固。钢板应延伸出需要加固部位外, 延伸的长度应满足加固钢板传力的需要, 如果钢板的锚固长度受到限制, 则需要采用锚拴或型箍板加固粘结。加固法至关重要的是处理好粘结处的砼表面和粘结钢板的表面, 选配好粘结的胶。黏胶后再加固加压, 胶固化后才能受力。

4.3.3 采用增设支点加固方法。

增设支点以减少结构计算跨度, 从而能较大幅度地提高承载能力, 并能减少和限制梁、板的挠曲变形。该法的优点是简单, 但使用空间受到限制。这种加固方法, 应核算增设支点后结构受力情况的改变, 该法多用于框架梁和一般梁的加固。

针对钢砼结构应用于建筑中会遇到的一些具体问题, 我们展开了一系列基础性及应用性的理论研究与工程实践。研究的结果表明, 钢砼结构可以用于多层建筑的建设, 同时也为钢砼结构在建筑建设中的推广应用打下坚实的理论基础。

摘要：随着建筑科学技术的发展, 近20年来又推出了第五种结构类型, 即全新的钢-混凝土组合结构。钢管砼柱, 是在螺旋焊接钢管内灌注高强度等级砼, 形成两种材料相辅相成共同工作的机理。它具有承载力高、抗震性能好、施工简捷的特点, 一般每三层为一个制作安装单元, 整根钢管柱一次吊装就位, 为主体结构安装创造了流水作业的条件。它具有承载力高、抗震性能好、节约钢材和施工简捷等突出优点, 因而在建筑中得到了日益广泛的应用。其推广与发展的速度十分迅猛, 并将成为建筑群最为实用和主要的结构形式。

多层平面钢框架 篇5

现代科学技术的高速发展, 以及人们对住宅功能齐全、使用方便、居住舒适、安全节能、有益健康等方面的要求, 使钢结构住宅逐步替代传统木结构、砖混结构和钢筋混凝土结构住宅, 成为住宅产业的一只新生力量[1,2]。开发轻钢结构住宅体系已成为当前住宅结构研究中的热点, 而钢框架结构体系在低多层钢结构住宅中应用最为广泛[3]。因此对钢框架结构体系进行优化设计研究对推动住宅建设产业化发展具有突出的意义[4]。本文利用大型通用有限元软件ANSYS对低多层钢框架结构进行优化设计, 对低多层钢框架住宅结构体系的优化设计方法进行了一些探索。

1 基于ANSYS参数化设计语言APDL的结构优化设计原理

传统优化方法求解的基本前提在于目标函数及状态变量函数方程的建立。而对于复杂结构的有限元模型来说, 要想得出目标函数及状态变量的解析表达式是十分困难甚至是不可能的。有限元分析过程中几乎所有的设计量, 如厚度、长度、半径等几何尺寸、材料特性、荷载位置与大小等都可以用变量参数表示, 只要改变这些变量参数的赋值就能获得不同设计方案的分析过程。ANSYS基于有限元分析的优化设计技术就是在满足设计要求的条件下搜索最有设计方案。为了将有限元法与优化方法结合起来, 可以采用基于APDL语言的ANSYS优化设计模块OPT来实现。

ANSYS的软件的优化模块 (OPT) 集成于ANSYS软件包之中, 它必须和参数化设计语言APDL完全集合在一起工作才能发挥ANSYS优化设计的功能。其中APDL的利用是ANSYS优化设计的一个核心步骤。

基于参数化有限元分析过程的设计优化包含下列基本要素[5]。

(1) 设计变量 (design variables) :设计过程中需要不断调整赋值的设计变量参数。每个设计变量可能有上下限, 用规定设计变量的取值用于规定设计变量的取值范围。常见的设计变量如结构某部分的宽度、高度等几何尺寸。

(2) 状态变量 (state variables) :是约束设计的数值, 它们可以是设计变量的函数, 也可独立于设计变量, 状态变量可能会有上下限, 也可能只有单方面的限制。常见的状态变量如应力不能超过许用应力、变形不能超过规定大小、振幅限制。

(3) 目标函数 (objective function) :设计中极小化的变量参数, 也必须是设计变量的函数, 即改变设计变量的数值将改变目标函数的数值。在ANSYS优化程序中, 只能设定一个目标函数。常见的目标变量如重量、费用、应力、变量等, 或者某种导出结果如方差最小、平均值最小。

(4) 优化计算方法即优化设计工具:ANSYS软件提供了很多优化设计方法, 主要有零阶方法、一阶方法、随机搜索法等步长搜索法, 乘子计算法和最优梯度法等。除此之外, 用户可以提供外部优化算法替代ANSYS本身的优化方法。

2 基于APDL的优化设计过程

基于A P D L的优化设计方法采用ANSYS的批处理方法进行优化设计的主要分析过程如下:

(1) 构建一个优化分析文件:

(1) 参数化建模:利用ANSYS软件提供的参数化建模功能, 把将要参与优化的数据 (设计变量DV) 初始化, 并构建一个参数化分析模型, 为以后软件修正模型提供可能, 这一过程在前处理器PREP7中进行;

(2) 加载与求解:在求解器SOLUTION中对结构参数化模型进行加载与求解;

(3) 参数化提取结果:进入ANSYS的后处理模块POST1/POST26中, 提取有限元分析结构结果并赋值给状态变量SV (约束条件) 和目标函数OBJ (优化目标) , 提取数据的操作用*GET命令实现。

(2) 构建优化控制文件:

(1) 进入优化设计模块OPT, 指定优化分析文件;

(2) 声明优化变量:包括设计变量、状态变量和目标函数;

(3) 选择ANSYS优化工具或优化方法, 还可以采用用户自己的外部优化程序;

(4) 指定优化循环控制方式, 进行优化分析;

(5) 进行优化参数评价, 优化处理器根据本次循环提供的优化参数 (设计变量DV、状态变量SV、及目标函数OBJ) 与上次循环提供的优化参数作比较之后确定该次循环目标函数是否收敛, 或者说结构是否达到了最优。如果最优, 则完成迭代, 退出优化循环圈;否则, 进行下步。

(3) 根据已完成的优化循环和当前优化变量的状态修正设计变量, 重新投入循环。

(4) 查看设计序列结果 (OPT) 及后处理设计结果 (POST1/POST26) 。

(5) 检验优化设计序列。

3 基于ANSYS参数化设计语言APDL的钢框架结构优化设计

(1) 钢框架结构参数化有限元模型

参数化建模, 就是用设计变量作为参数建立实体模型。就本文研究的钢框架而言, 由于在建设规划时大多限制了钢结构建筑的用地, 建筑外围轮廓尺寸不能作修改, 即钢结构住宅的总长及总宽尺寸不能作优化调整。所以, 这里选定构钢结构建筑主要受力体系, 同时也是决定钢结构耗钢量高低最主要指标的钢框架的梁、柱作为参数, 即以梁截面翼缘的宽、厚, 腹板的高、厚;柱截面翼缘的宽度、厚, 腹板的高、厚为设计变量, 建立实体模型。

(2) 钢框架结构分析中特殊性问题

通过参数化模型进行结构重分析时需确定单元类型。ANSYS系统提供了120多种单元类型, 其数目随着计算技术和材料计算技术的发展不断增大。在结构分析中, 选择单元的原则是尽量选用维数比较少的单元来达到预期效果。单元类型的选择好坏, 直接影响到模型的复杂程度和结果的精确程度。

对于本文研究的钢框架, 由于钢框架中的梁、柱承受荷载作用下将引起梁、柱的弯曲, 所以可以考虑采用三维梁单元Beam4作为基本单元体。Beam4是一种可用于承受拉、压、弯、扭的单轴受力单元。这种单元在每个节点上有六个自由度:x、y、z三个方向的线位移和绕x、y、z三个轴的角位移。可用于计算应力硬化及大变形的问题。单元的几何模型如图3.1所示。

在进行钢框架结构优化设计时, 应在确保结构安全的前提下, 使结构的用钢量最省、造价最低, 这就是采用优化设计方法的优化目标。而在实用优化设计中, 钢框架的用钢量和造价又是由构件的截面尺寸和截面高度决定的。因此, 优化目标可以直接简化为如何选择经济合理的截面尺寸, 使其在满足强度、刚度、稳定性和易加工等要求的前提下, 截面面积尽可能最小、截面形状尽可能最优。也可以说, 优化目标就是钢框架结构杆件截面的优化。在实现截面优化后即可达到结构材料最省、造价最低和方便加工的优化目标。

4 工程算例

4.1 工程概况

某两跨四层钢框架结构住宅楼, 其框架计算模型见图4.1。

4.2 优化结果

目标函数以框架结构总体积VOLUME最小的结果。

采取零阶方法, ANSYS迭代26次后停止, 第26次为最佳设计序列。目标函数框架体积与优化设计序列号之间的关系曲线如图4.2所示。

采取一阶方法, ANSYS迭代34次后停止, 第33次为最优设计序列。目标函数框架体积与优化设计序列号之间的关系曲线如图4.3所示。

5 结果分析

表5.1列出了原设计方案与优化结果。

从表5.1可以明显看出:

(1) 当选择目标函数为钢框架总体积最小时, 采用有限元软件ANSYS提供的优化方法, 能够减轻结构重量, 降低工程造价, 使得设计趋于合理, 同时发现钢框架顶点水平位移已达限值;

(2) 使用一阶方法比零阶方法优化获得的结果更好。采用零阶方法耗时相对较少, 但会包含较多不合理的设计序列, 需要从更多的设计序列中选择合理的设计序列。采用一阶方法进行优化分析, 由于每次迭代采用梯度法搜索, 每迭代一步搜索的时间要远大于零阶方法的相应时间, 对计算机性能要求较高, 但其结果精确, 且不会产生大量不合理的设计序列。对于ANSYS软件中的优化计算方法建议采用一阶方法进行计算。

摘要：轻钢结构住宅体系已成为当前住宅结构研究中的热点, 而钢框架结构体系在低多层钢结构住宅中应用最为广泛, 本文利用大型通用有限元软件ANSYS对低多层钢框架结构进行优化设计, 对低多层钢框架住宅结构体系的优化设计方法进行了一些探索。

关键词：钢框架,结构优化设计,体积最小

参考文献

[1]赵赤云.钢结构住宅的现状及其综合经济效益分析[J].北京建筑工程学院学报.2004.6, 第20卷第2期:20～23.

[2]刘晓, 王兵.钢结构住宅发展趋势[J].钢结构住宅.2003 (4) , Vol.18, No.66:19～21.

[3]刘红玉.轻型钢结构体系在我国住宅建筑中的应用前景[J].建筑技术开发.2000, (5) .

[4]马恩成, 朱伟等.钢结构CAD软件STS的功能和应用[J].钢结构.2001 (6) Vol.16, No.56:62～63.

自复位平面钢框架有限元分析对比 篇6

1 模型框架的设计

选取一4层钢框架办公楼作为原型。结构平面布置图见见图图1, 外围框架设计为刚接是结构的主要抗侧力构件, 中心框架梁梁设设计为铰接只承担竖向荷载传递水平力, 不作为抗侧力构件参与与抗抗震。柱为箱形柱截面尺寸为400×400×30, 梁截面为600×330000××16×28。考虑建筑楼面做法及设备荷载, 并将内隔墙自重等效效折折算为面荷载, 取恒载9 k N/m2 (包括楼板结构自重) , 活荷载2 k N/m2。

为下一步试验研究作准备, 选取原型结构平面图深色框图处框架进行3/4比例缩尺建立有限元模型, 有限元采用普通刚接节点、自复位节点建立单榀、两跨4层钢框架模型Frame1, Frame2, 具体参数见表1。为进一步对框架进行拟静力试验研究, 对模型进行3/4比例缩尺, 模型的具体尺寸以及索力等见表1。

2 有限元模型的建立

有限元模型采用实体单元C3D8R———八节点六面体线性缩减积分单元, 预应力钢绞线采用桁架单元T3D3———三维三节点桁架单元[2]。

3 弹塑性拟静力循环加载分析

3.1 加载制度

对于多自由度的结构体系, 地震作用常常近似的按照倒三角形分布于结构上, 所以各层加载位移由上到下也要按倒三角形分布[3]。分析时加载方式按照AISC 341-05规范要求, 采用位移控制。选取每层边柱顶点采用一致层间位移控制加载。即在层间位移角为0.375%, 0.5%, 0.75%, 1%, 1.5%, 2%和3%分别循环1次。

3.2 滞回曲线

框架的荷载—位移曲线反映了构件在往复荷载作用下受力性能的变化, 它涵盖了结构的承载能力、刚度和延性等力学性能, 是结构抗震性能的综合反映。对于单自由度结构体系的拟静力加载, 可以直接将单自由度上的变形和荷载数据绘制成滞回曲线[4]。但是对于多自由度体系而言, 由试验或者分析得到的结构各自由度的变形和荷载数据并不能直接绘制滞回曲线, 这是因为对于多自由度体系, 各自由度上的变形和荷载并不完全对应于结构的变形和恢复力, 各个自由度之间是存在相互影响的, 因此需要对试验结果加以处理。

针对本次4层平面框架的有限元分析, 相当于简化为4个自由度进行加载。4个自由度上的位移和反力分别为Di和Pi (i=1, 2, 3, 4) , 而对于自由度来说, 其位移和反力分别为di和fi, 它们之间的关系如下:

在试验结果处理时, 分别绘制出di—fi关系曲线来研究结构的滞回性能。图2和图3分别给出了两个模型框架每层结构的恢复力滞回曲线以方便整体性能的分析。由图2可见, 刚接框架Frame1各层在层间位移角为0.01 rad时仍处于弹性状态, 随着层间位移角的逐渐增大每层滞回曲线均呈现饱满的梭形。但在每级加载结束回到平衡位置时残余反力较大说明结构产生了较大的残余塑性变形。相比之下采用自复位节点的框架, 2层~4层在最大层间位移角达到0.03 rad时滞回曲线仍呈现良好的双旗帜形, 表明两类自复位节点在框架中仍体现良好的自复位特性。首层由于柱底仍为普通刚接柱脚, 虽然在层间位移角0.01 rad之前由于柱脚处于弹性状态滞回为双旗帜形, 但在层间位移角0.01 rad之后柱脚进入塑性滞回曲线也呈现为饱满的梭形。

为进一步对比分析将模型各层刚度与耗能系数列于表2, Frame2框架2层~4层开口前刚度分别为Frame1弹性段刚度的74%, 68%, 74%。普通刚接框架耗能主要由柱底和节点塑性变形提供, 自复位框架Frame2耗能主要由腹板摩擦提供, 结构主体处于弹性状态, 但就耗能系数而言三个框架大体相当并无明显差别。

3.3 框架等效塑性变形 (PEEQ) 比较

表3列出了两个框架梁、梁端加强板、柱在往复荷载作用下的最大等效塑性应变值 (PEEQ) 。

从表3中数据结果容易看出, 普通刚接框架Frame1塑性发展严重, 除柱底塑性应变较大外, 框架梁端等效塑性应变同样较大, 与柱底塑性相当, 而采用自复位节点的Frame2框架梁塑性基本比Frame1框架小一个数量级。是由于自复位框架梁端无需承担弯矩, 弯矩全部由节点钢绞线和摩擦耗能元件承担。

自复位框架柱底的最大塑性变形虽然略小于普通刚接框架, 但是仍会产生较大残余变形。主要因为在相同层间位移加载下, 自复位结构优势没能够更好发挥。在实际地震作用下自复位结构由于刚度小于刚接框架, 吸收水平地震力较小可有效改善柱底受力状况, 自复位框架对柱底塑性发展的影响需要进一步研究。

4 结语

研究自复位节点在钢框架中的性能, 本文分别设计了两个采用普通刚接节点、自复位节点的单榀、两跨4层钢框架, 运用有限元软件ABAQUS6.11分别对其进行弹塑性拟静力循环加载分析, 得到如下结论:1) 循环加载作用下, 相比刚接框架Frame1呈现饱满的梭形层滞回曲线, 自复位框架2层~4层的层滞回曲线呈现良好的双旗帜形, 体现了良好的自复位性能;2) 自复位框架每层开口前刚度大致相同但均小于刚接框架;3) 循环加载作用下, 普通刚接框架耗能主要由柱底和节点塑性变形提供, 自复位框架Frame2耗能主要由腹板摩擦提供, 但就耗能系数而言两个框架大体相当并无明显差别。

摘要：利用有限元软件ABAQUS对两个采用普通刚接节点、自复位节点的单榀、两跨4层钢框架进行了弹塑性拟静力循环加载分析, 对比分析了各框架每层的滞回性能及塑性变形特性, 得出了自复位平面钢框架复位性能良好和塑性变形较小的结论。

关键词：钢框架,有限元,设计

参考文献

[1]RICLES J, SAUSE R, GARLOCK M, etc..Post-tensioned seismic-resistant connections for steel frames[J].Journal of Structural Engineering, 2001, 127 (2) :113-121.

[2]王传甲, 陈志强, 王庆扬, 等.通用有限元软件ABAQUS在动力弹塑性时程分析中的应用[J].建筑结构, 2006, 36 (1) :71-72.

[3]杨溥, 李英民.结构静力弹塑性分析 (push-over) 方法的改进[J].建筑结构学报, 2000, 21 (1) :44-51.

多层平面钢框架 篇7

关键词：钢框架结构,应力云图,位移

随着国内经济的发展,钢结构形式的建筑逐渐增多。然而,钢结构又有其自身的弱点:耐火性能差,温度升高到500 ℃时,钢的屈服强度下降到常温的1/2,弹性模量下降到常温的60%,因而,一旦发生火灾,钢结构一般都会发生局部破坏,有时甚至引起整体的倒塌,钢结构高温下局部破坏的建筑已有许多实例。因此,加强对钢结构在高温下破坏机理的研究是十分必要的。目前各国学者进行了大量的试验研究和数值计算方法的研究工作。

本文主要对文献[1]中的第一榀试验框架进行了有限元分析,计算过程中考虑了几何非线性和材料的非线性等因素,计算结果比较满意,使得利用有限元方法进一步加深对钢结构高温下不同破坏机理研究的可行性更加合理,能够为今后的试验研究工作以及钢结构抗火设计进行相应的指导。

1 计算概述与建模分析

1.1 试验概述[1]

试验采用的钢框架模型为单层两跨框架,框架高度为1 400 mm,跨度为1 620 mm,柱中和柱顶分别加垂直于框架平面的侧向支撑来防止柱的平面外失稳。模型加载通过千斤顶来施加集中荷载,分别作用在梁的三分点处。试验时先施加荷载到30 kN保持恒定,再对钢框架进行升温直到结构不能承受恒定荷载,并在框架构件翼缘表面设置温度测点,用于测量升温过程中构件的温度变化,测点布置如图1所示。

1.2 有限元模型及计算假定

依据试验模型建立了有限元分析模型,如图2所示。其中,梁、柱都采用了Beam189单元[2],该单元是三维梁单元,能够计算出构件平面外的性能变化、高温时结构的大挠度、截面塑性的发展,同时该梁单元基于铁木辛柯梁理论建立,能够有效的考虑剪切变形的影响。该计算过程中未考虑各种初始缺陷(如初弯曲和初始残与应力)的影响,已有的分析表明,初始缺陷对结构破坏的临界温度的影响较小;高温下钢材的应力应变关系采用Eurocode3中建议的椭圆模型[3],该本构模型能够较准确地反映在高温下材料非线性性能的变化规律;为了准确模拟试验的边界条件,计算中将荷载施加到30 kN恒定。

考虑到构件升温曲线基本上都是非线性的,在有限元计算过程中,对实际的升温曲线作了近似处理,并假定温度沿构件截面高度方向为线性分布,沿构件长度方向为常数。

2 计算结果分析与讨论

有限元计算得到了平面钢框架结构的变形图,从图3中可见,临近破坏时,各构件的变形都相对较小,只有A跨钢梁的挠度比较大,在跨中达到24.5 mm,但是该位移仍旧不足以在梁中产生悬链线效应[4]。

结构破坏是由于构件温度分布不均匀,A跨梁及右侧钢柱相对温度高,A跨钢梁弹性模量和屈服强度的降低大于B跨钢梁的降低值,造成A跨梁承载力下降,最终导致结构破坏。

通过图4～图6的对比,可见有限元分析曲线与试验曲线基本吻合,只有右侧节点的竖向位移分析值与试验值误差比较大,可能是由于假定的构件温度分布模式与真实的温度分布差距造成的。

3结语

通过有限元软件分析了一榀平面钢框架结构,得到了结构破坏时的变形图、等效应力云图以及测点的位移曲线,通过与试验得到的位移曲线比较,说明数值分析方法是可靠的,并为进一步认识钢结构在高温下的反应创造了条件,在一定程度上能够满足结构抗火方面的计算要求。

参考文献

[1]李国强,蒋首超,林桂祥.钢结构抗火设计与计算[M].北京:中国建筑工业出版社,1999.

[2]殷颖智,王永昌.火灾下钢梁悬索效应分析研究[J].建筑钢结构进展,2004,6(3):87-88.