巨型钢框架结构

巨型钢框架结构（共8篇）

巨型钢框架结构 篇1

一、引言

近几年来,巨型钢框架结构体系被广泛应用于高层及超高层建筑中,是一种成熟的结构体系。本文中提出巨型钢框架高层钢结构住宅体系是根据已有的巨型钢框架结构体系的特点,将结构体系中的巨型钢框架作为主结构,主框架之间的多层结构作为一个竖向单元的次结构。为了更好地将这一结构形式运用到实际的高层钢结构住宅项目中,需要研究该体系的基本构成及具体的计算简化方法。

二、巨型钢框架高层钢结构住宅体系的简化

巨型钢框架高层钢结构住宅体系主次明确,主结构巨型钢框架和次结构相互独立,均可以灵活布置。其中,主结构可以是由大截面梁和大截面柱组成的大型跨层钢框架,次结构单元则是由两个主结构楼层之间的多层次结构构成。次结构单元的连接形式可以是与下层或上层的主结构楼层连接,但是它与主结构竖向承重构件无水平连接。当次结构单元只与下层主结构楼层连接时,构成落地式次结构单元;次结构单元只与上层主结构楼层连接时,构成悬挂式次结构单元。因此,次结构单元可以采用相对成熟的结构形式,例如:多层轻钢框架结构、多层薄壁轻钢结构、自承重板式结构、装配式轻钢轻混凝土建筑体系和工厂制作、现场吊装就位的模块化等集成房屋。

巨型钢框架结构体系的传力路线明确,次结构只起辅助作用和大地震下的耗能作用,荷载最终由主结构巨型钢框架集中承受并传递到基础。与传统的巨型结构有所不同,该种巨型钢框架结构体系的次结构单元承担本单元的竖向荷载和水平荷载,次结构单元的底层(落地式次结构单元)或顶层(悬挂式次结构单元)的垂直构件,将水平力和垂直力传到主结构楼层梁上,再经过主结构楼层和主结构的竖向构件将荷载作用传递到基础。

本文以18层、24层、30层的现有混凝土高层住宅项目为依据,分别建立这3种巨型钢框架高层钢结构住宅体系的标准模型。其中,次结构单元采用落地式次结构单元连接形式。通过对巨型钢框架高层钢结构组装模型的整体分析和主次结构单元的单独分析比较,从而得到巨型钢框架高层住宅体系的计算简化原则。

三、分析软件及分析方法

为进行比较分析,分别选取了3个巨型钢框架高层钢结构住宅模型作为算例,见表1。其中每个算例的次结构单元分别采用了自承重板式结构、轻型薄壁方通钢结构和多层小框架钢结构3种形式方案。而本文中主要以算例2为例来分析3种不同次结构形式的巨型钢框架高层住宅体系的计算简化方法。

(一)分析软件

MIDAS/GEN是为了能够迅速完成对结构的结构分析与设计而开发的“建筑与土木结构通用的结构分析与优化设计软件”。本文采用MIDAS/GEN中文版V.836对上述算例进行建模、优化、分析。

(二)基本分析计算假定

1. 主结构框架与次结构单元完全分离,每个主框架结构层间的次结构单元可以自由布置;

2. 主结构钢框架楼板按刚性楼板考虑,即:在平面内刚度无限大,平面外刚度为零;次结构单元的楼板按弹性楼板考虑;

3. 次结构单元只作为荷载施加到主结构上,不贡献结构刚度。

四、计算模型及分析

(一)24层巨型钢框架高层住宅模型的建立

如图1(a)所示,以次结构单元采用轻型薄壁方通结构形式为例,24层巨型钢框架高层住宅组装模型中每4层布置一道巨型梁,相邻两个框架梁间的次结构作为一个次结构单元。模型中的巨型柱采用型钢混凝土结构,次结构单元的框架柱全部采用箱型截面B140×5,框架梁全部采用工字型截面HN250×125×6/9。主结构钢框架的梁柱全部采用Q345钢,次结构单元的梁柱全部采用Q235钢。每一个次结构单元都落坐在相邻的主框架楼层梁上,次结构顶层与相邻的主框架梁完全分离。

为探讨巨型钢框架高层住宅体系的计算简化原则以及次结构单元对巨型钢框架整体结构的影响,现将24层的巨型钢框架高层住宅的组装模型(本文中简称巨型钢框架组装模型)分为2种不同的分析单元来进行分析。第一部分为主结构巨型钢框架(本文中简称主结构模型)共6层,层高11.2米,如图1(c)所示。第二部分为次结构单元(本文中简称次结构模型)如图1(d)所示,共4层,层高2.8米。另外2种方案中,24层巨型钢框架高层住宅模型的主结构框架与上述方案一致,仅仅改变的是次结构单元的形式。

(二)分析结果

利用Midas.gen分别对3种不同方案的次结构形式进行分析比较,其中对主结构模型分析时,将每一个次结构单元的自重以及施加在次结构单元上的荷载叠加计算,以荷载方式布置在每一道主框架梁上。

1. 从自振周期看巨型钢框架组装模型简化的合理性

表2中分别给出了3种次结构单元方案的自振周期,通过对比分析可以看出,不同次结构方案下的主结构模型的周期与巨型钢框架组装模型的前3个自震基本周期非常接近T1/T2=0.92~1。这说明次结构单元的加入与主结构框架协同工作会增加整个结构的抗侧刚度,但影响并不是很大。因此,为了便于分析将巨型钢框架组装模型简化为主结构模型进行计算是合理的。

2. 从主结构层位移分析巨型钢框架组装模型简化的合理性

图2是次结构单元采用轻型薄壁方通钢结构时,在不同的荷载工况作用下24层巨型钢框架组装模型中主框架层位移与简化的主结构模型层位移的比较,图2中的楼层号指的是主结构的层数共6层。

从图2中可以看出在不同荷载工况作用下,简化后的主结构模型的层位移大于巨型钢框架组装模型中主结构框架的层位移。其中在地震荷载作用下,标准整体模型和简化的主结构模型层位移非常接近,两者之比基本上在0.9~1之间,与自震周期对比结果相一致。而在风荷载作用下,两种模型的层位移值相差较大,巨型钢框架组装模型中主结构框架的层位移大约是主结构模型层位移的63%~70%。由此可知,次结构单元主要承担了部分风荷载,同时也说明次结构的加入对改善结构的抗侧能力有明显的效果。

因此,根据上述计算结果,在简化的主结构模型的分析中,将风荷载的大小乘以相应的系数α=0.66再进行分析,其计算结果与巨型钢框架组装模型的计算结果基本一致,如图3所示,从而得到了组装模型计算的简化原则。

3. 从次结构单元的层位移分析模型简化的合理性

将24层巨型钢框架组装模型中相邻两个主框架梁间的次结构单元进行单独分析,从而得到次结构单元在风荷载和地震荷载作用下的静力性能。如图4所示,将次结构单元模型分析得到的层位移与巨型钢框架组装模型分析得出的层相对位移进行比较。图4中的巨型钢框架组装模型的层位移值t为组装模型中次结构单元相对于主结构框架的相对层位移,即t=t1-t2,其中t1-巨型钢框架组装模型实际层位移,t2-每一个次结构单元所在的主框架梁的位移。

图4中的楼层号是将次结构与主结构之间分离的那部分空间也作为一层,因此该层的次结构位移值为0。根据不同荷载作用下,2种模型层相对位移的比较可以得出:①底层次结构单元在荷载作用下的层位移与巨型钢框架组装模型的层相对位移值基本相同;②在地震荷载作用下,除底层以外的次结构单元,巨型钢框架组装模型简化为次结构模型时,地震作用大小都应乘以相应的减小系数β=0.5;而在风荷载作用下,巨型钢框架组装模型简化为次结构模型分析时,风荷载应乘以相应的增大系数γ=1.3。

4. 从结构内力分析模型简化的合理性

由24层巨型钢框架组装模型和主结构模型分析结果可得:不同荷载工况作用下,框架柱最大轴力所发生的位置是相同的,都位于主框架的边柱上,这2种模型的柱轴力最大值如表3所示。

从表3中可以看出,地震荷载作用下,主结构模型的柱最大轴力值与组装模型的最大轴力值基本一致,两者之比平均约为1.04。在风荷载作用下,主结构模型柱的最大轴力值与组装模型中柱的最大值是基本相同的,说明风荷载减小系数α=0.66是合理的。因此,巨型钢框架组装模型完全可以简化为减小风荷载作用下的主结构模型去分析计算。

五、次结构单元与主结构梁连接形式的影响

为了比较次结构单元对巨型钢框架组装模型整体的影响,分别将次结构单元为薄壁方通结构和小框架结构的连接形式分为刚接和铰接两种来进行分析比较。

(一)次结构单元为薄壁方通结构的分析

由表4中可以看出:次结构单元的连接形式不同时,24层巨型钢框架组装模型的周期基本相同,因此可以得出次结构单元对巨型框架组装模型的自振周期影响较小。

由图5可以看出:不论次结构单元与主结构梁的连接是刚接还是铰接,主结构巨型梁所在层的层位移是完全相同的。而这两种模型层位移的主要区别在于次结构单元铰接模型的层位移略大于次结构单元刚接模型的层位移。因此,刚接和铰接这2种形式的层位移是基本一致的。总体可以得出,次结构单元的连接形式对巨型钢框架组装模型的影响很小。

(二)次结构单元为小框架结构的分析

次结构单元采用小框架结构的24层巨型框架组装模型也分别将其次结构单元采用刚接和铰接2种连接形式分析。

由表5中可以看出:次结构单元采用小框架结构时,次结构单元与主框架梁的连接形式不论是刚接还是铰接,24层巨型钢框架组装模型的自震周期基本相同,因此可以得出次结构单元对巨型框架组装模型的自振周期影响较小,与4.1节中次结构单元为薄壁方通结构时的分析是一致的。

由图6分析结果看出:次结构单元采用小框架结构时,不论次结构单元与主结构梁的连接是刚接还是铰接,次结构单元铰接模型的层位移与次结构单元刚接模型的层位移基本是相同的,这也说明次结构单元的连接形式对巨型钢框架组装模型的分析基本上没有影响。

六、不同次结构单元方案的比较

以相同的分析方法分别对次结构单元采用自承重板式结构、薄壁方通结构和小框架结构的24层巨型钢框架组装模型进行分析。从3.2节中的表2可以看出,主结构计算模型的自振周期平均约为巨型钢框架组装模型的90%左右。因此,不论次结构为哪种结构形式,将其相应的巨型钢框架组装模型简化为主结构模型的方法是合理的。但是对于风荷载作用下,次结构单元的结构形式不同,其承担的风荷载大小也是不同的。因此,在对主结构模型进行分析时,风荷载的减小系数α是不同的。通过分析得出:当次结构单元为板式结构时,风荷载减小系数α=0.68,次结构单元为薄壁方通结构时,风荷载减小系数α=0.66,次结构为小框架结构时,风荷载减小系数α=0.83。

七、结论

对于巨型钢框架高层钢结构住宅体系,其主结构巨型钢框架和次结构单元本身就可以分别作为一个独立结构。因此,通过对文中24层巨型钢框架高层住宅算例进行上述几个方面的比较分析可以得出巨型钢框架高层钢结构住宅体系的计算简化方法以及次结构单元对巨型钢框架的影响。

(1)通过分析可见,次结构单元对主框架结构有着不能忽视的影响。因此,巨型钢框架高层住宅体系在简化为主结构框架时需要考虑次结构单元的影响,将次结构单元对整个结构的影响进行量化。

(2)通过上述分析发现,在巨型钢框架高层钢结构住宅体系中,不论何种形式的次结构单元对巨型钢框架结构的作用基本上是一致的。次结构单元的主要作用是增加巨型钢框架结构在风荷载作用下的抗侧刚度,承担一部分轴力,减小整体结构的侧向变形,尤其是对减小结构的层位移。因此,在进行巨型钢框架组装模型简化为主结构模型计算时,风荷载应乘以相应的风荷载减小系数α,其计算结果才会更符合实际情况,从而得到组装模型计算的简化原则。

(3)为了便于模型的简化计算,本文将次结构单元单独进行分析时看出,次结构单元与主结构框架的协同作用是很重要的。因此,巨型钢框架组装模型简化为次结构模型时,其风荷载应乘以相应的增大系数γ,地震作用大小应乘以相应的减小系数β,来保证2种模型计算结果的一致性。

摘要：本文在已有的成熟体系下提出了一种新的高层钢结构住宅体系—巨型钢框架高层钢结构住宅体系。本文以现有混凝土高层住宅项目为依据,建立了巨型钢框架高层钢结构住宅体系的标准模型。通过对巨型钢框架高层钢结构标准模型的整体分析和主次结构的单独分析比较,从而得到巨型钢框架高层住宅体系的计算简化原则,为进一步深入研究巨型钢框架结构提供分析基础。

关键词：高层钢结构住宅,巨型钢框架结构,主结构,次结构

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巨型钢框架结构 篇2

关键词：半刚性连接；等效拉杆模型；钢板剪力墙；滞回性能；有限元分析

中图分类号：TU392.4 文献标志码：A 文章编号：16744764（2012）05007007

1994年美国Northridge地震、1995年日本阪神地震均暴露出传统梁柱抗弯节点因转动能力不足而产生的脆性裂缝，导致了震后的大规模修复。随后工程界对此展开了大量的研究工作，并提出了一系列解决措施，主要分3个方面：1）对原有传统节点构造进行简单的局部改进，如移除焊接衬板，或对焊接衬板和柱翼缘实施补焊等。2）对梁端局部截面进行削弱处理，确保塑性铰出现在梁的削弱部位，如“狗骨式”节点作法。3）直接加强节点以保证“强节点弱构件”，如在连接处梁翼缘加盖板或梁腋。采用第1种措施改进后的传统节点仍达不到塑性转动能力的要求。“狗骨式”节点、焊接盖板节点、焊接梁腋节点塑性转动能力虽然满足要求，但施工复杂、造价提高[1]。

钢板剪力墙结构（Steel Plate Shear Wall， 简称SPSW）由钢框架及钢剪力墙板构成[210]，周边的钢框架主要承担竖向荷载和绝大部分倾覆力矩，剪力墙板承担绝大部分水平荷载，提供较大的抗侧刚度，但已有试验研究发现刚接节点仍易发生断裂破坏。将半刚性连接引入至钢板剪力墙结构中，既可避开结构对刚性节点转动能力的要求，避免了节点的脆性断裂，又降低了节点造价，方便施工。为了探讨半刚接钢板剪力墙结构的抗震性能，本文结合文献[11]所做的3层薄钢板剪力墙结构的低周往复加载试验，基于等效拉杆模型[1215]对半刚接钢板剪力墙结构的滞回性能进行了分析，重点考察了半刚性连接、框架强弱相关因素对钢板剪力墙结构抗震性能的影响。〖=D（〗 孙国华，等：半刚接钢框架钢板剪力墙结构滞回性能的有限元分析〖=〗1 有限元模型的验证与分析

1.1 有限元模型的建立

采用等效拉杆模型模拟钢板剪力墙的滞回性能，钢框架梁、柱采用纤维模型模拟，内填墙拉杆采用只拉不压的纤维模型模拟，恢复力模型见图1。

模拟曲线可以反映加载刚度的衰减，但未能反映卸载刚度的衰减。从整体趋势上模拟的骨架曲线同试验吻合良好，可采用等效双向拉杆模型模拟薄SPSW结构的滞回性能。

1.3 SBASE试件的滞回性能分析

钢板剪力墙结构由钢框架同内填剪力墙板构成，为了细致地分析SBASE试件滞回曲线的特点，本文分别给出将梁端、底层柱根部设为铰接的SPSW滞回曲线（用于反映剪力墙板的贡献），以及周边刚接钢框架的滞回曲线（用于反映钢框架的贡献），详见图4。

由图4可知，钢框架结构的滞回曲线呈饱满的梭形特征，而铰接SPSW结构的滞回曲线呈现严重的捏缩效应。这进一步反映了由钢框架同内填鋼板组合而成的SPSW结构滞回曲线具有双重特点，当周边钢框架较强时，滞回曲线由框架滞回特征决定，形状趋于饱满；当内填剪力墙板较强时，滞回曲线由剪力墙板特征决定，形状趋于捏缩。

本文还提取了以SBASE为基础的刚接SPSW、铰接SPSW、刚接钢框架3种模型的单向骨架曲线，用于定量分析各部分水平剪力的相对比例，来界定SPSW结构钢框架的强弱。

图5给出了3种模型的骨架曲线，图6描述了基于3种模型分析的钢框架及剪力墙板水平剪力的分担比例。

由图5可以看出，在同一顶点位移时刻的铰接SPSW和刚接钢框架结构水平剪力之和大于同时刻的刚接SPSW结构。在顶点位移比2%时刻，超过6.2%。

为了进一步反映钢板剪力墙结构中各部分的贡献，图6给出了两部分所承担的水平剪力与刚接SPSW的比值。由于SBASE试件周边钢框架设计的相对较强，其水平承载力主要由钢框架提供，内填剪力墙板在初期承担约40%的水平剪力，周边钢框架承担约60%，后期略呈增大趋势。

下文细致地分析了周边钢框架在强、弱两种情况下，半刚性连接对SPSW结构滞回性能的影响。2 半刚性连接对强框架SPSW结构滞回性能影响2.1 强框架SPSW试件设计

以上文分析的SBASE试件为基础，首先设计5个强框架半刚接SPSW试件。其中，半刚性连接的初始转动刚度按文献[1]所建议的公式（1）确定；节点连接的抗弯承载力分别取相应钢梁塑性抗弯承载力（MPb）的0.00、0.25、0.50、0.75、1.00倍，对应的试件编 根据本文SBASE试件的几何参数和实测的力学参数，中部钢梁的初始转动刚度取为2.41×104 kN·m/rad，顶部钢梁的初始转动刚度取为2.7×105 kN·m/rad；中部钢梁、顶部钢梁实测的塑性抗弯承载力分别为44.6 kN·m和222.4 kN·m。采用三线性随动强化塑性模型模拟半刚性连接在循环荷载作用下的滞回性能，强屈比（Mu/My）取1.3，并考虑钢材的包辛格效应，恢复力模型见图7。

由图8可知，随着节点抗弯承载力的增加，SSPSW结构的滞回曲线趋于饱满。这主要因为节点抗弯承载力的增加致使钢框架的承载能力增强，钢框架在SPSW结构中所占比重增加，结构呈现出饱满的滞回特征。特别是当梁柱连接为铰接时，该结构仅反映钢柱与剪力墙板的共同特征，滞回曲线严重捏缩。当节点抗弯承载力等于钢梁抗弯承载力时，强框架SPSW结构滞回曲线饱满，其饱满程度与钢框架同剪力墙板的相对比重相关。

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2.3 承载力分析

图9给出了SSPSW系列试件的骨架曲线。

由图9可知，随着节点抗弯承载力的增加，SSPSW结构水平承载力增大，但增加幅度逐渐减小。在顶点位移比2%时刻，节点抗弯承载力由铰接增至刚接， SSPSW水平承载力由288.4 kN增至477.1 kN，增幅达65.5%。节点的抗弯承载力显著影响SSPSW结构的水平承载力，主要基于两方面原因。1）节点抗弯承载力直接影响钢框架自身的承载能力；2）节点抗弯承载力的增加，导致钢框架承载力能力的增强，使得钢框架对内填剪力墙板约束能力增强，各板带变形协调一致、充分发挥作用，增加了SSPSW结构的水平承载力。同时，钢框架是构成SSPSW结构水平承载力的主要部分，因此节点抗弯承载力是影响强框架SPSW结构水平承载力的主要因素。

由图11可知，节点抗弯承载力对SPSW结构的滞回耗能有一定影响。当梁柱连接为铰接时，结构的总体耗能主要由内填钢板提供，耗能能力有限。随着梁柱连接抗弯承载力的增大，钢框架参与耗能比重增大，导致结构整体滞回耗能显著增大。

由图13可知，铰接SSPSW结构的等效粘滞阻尼比最小，在顶点位移比2%时，为0.18，滞回耗能能力最弱。随着节点抗弯承载力的增大，钢框架参与比重增加，SSPSW结构的滞回曲线趋于饱满，耗能能力增大，在頂点位移比2%时，最大可达0.29。3 半刚性连接对弱框架SPSW结构滞回性能影响3.1 弱框架SPSW试件设计

在BASE试件的基础上，将钢柱截面改为H150×150×6×9，同时将内填钢板厚度调整至1.6 mm，设计了弱框架的WBASE试件。以WBASE试件为基础，通过改变梁柱连接的抗弯承载力，构造了5个弱框架SPSW试件。中部、顶部钢梁的初始转动刚度及梁柱连接的抗弯承载力均与SSPSW系列试件相同，与节点连接抗弯承载力000 MPb、025 MPb、050MPb、075MPb、100MPb倍相对应的试件编号为WSPSW000、WSPSW025、WSPSW050、WSPSW075、WSPSW100。梁柱连接仍然采用与SSPSW系列试件相同的恢复力模型。

图14给出了以WBASE为基础的刚接SPSW、铰接SPSW、弱刚接钢框架3种模型的骨架曲线。图15描述了基于3种模型分析的弱钢框架及剪力墙板水平剪力的分担比例。

由图14可以看出，在同一顶点位移时刻的铰接SPSW和刚接钢框架结构水平剪力之和大于同时刻的刚接SPSW结构。在顶点位移比2%时刻，刚接SPSW的水平承载力为483.0 kN，铰接SPSW为399.8 kN，弱刚接钢框架为197.5 kN，两者之和超过刚接SPSW结构水平承载力的23.7%。这说明当周边钢框架较为柔弱时，钢框架对内填剪力墙板的协调作用有限，内填剪力墙板未能充分发挥作用。

图15定量描述了两部分所承担的水平剪力与刚接SPSW的比值。由于WBASE试件周边钢框架设计的相对较弱，其水平承载力主要由内填剪力墙板提供，在加载初期内填剪力墙板承担约85%的水平剪力，后期略呈降低趋势。

从图19可以看出，随着节点抗弯承载力的增大，SPSW结构的滞回耗能呈增加趋势。图20表明采用弱框架导致SPSW结构滞回耗能能力降低，其中铰接SPSW结构仍然反映的是内填剪力墙板的耗能能力，因此，节点抗弯承载力及周边钢框架对其影响不大，在顶点位移比2%时为0.17，同铰接强框架SPSW试件的等效粘滞阻尼比基本相同。其它试件的等效粘滞阻尼比在顶点位移比2%时刻，大约为0.2，小于周边强框架的SPSW结构的耗能能力。4 结 论

本文基于等效拉杆模型对文献[11]中SPSW2试验试件进行了模拟，在验证了模拟结果合理、可靠的基础上，系统分析了半刚性连接、框架的强弱对钢板剪力墙结构滞回性能的影响。

1）钢板剪力墙结构的滞回性能具有双重特征，当周边钢框架较强时，其滞回曲线较为饱满，滞回特征趋于钢框架结构；当周边钢框架较弱时，其滞回曲线较为捏缩，滞回特征趋于内填剪力墙板。

2）梁柱连接的抗弯承载力对SPSW结构的滞回特征有显著影响，无论周边采用强框架的SPSW结构还是弱框架的SPSW结构，均随着节点抗弯承载力的增加，滞回曲线趋于饱满，耗能能力增强。

3）随着节点抗弯承载力的增加，钢框架自身的承载能力增大，同时对内填剪力墙板的约束效应增强，SPSW结构的水平承载力呈增大趋势；但对强框架SPSW结构影响程度较大，而对弱框架SPSW结构的影响程度相对较小。

4）节点抗弯承载力对强框架SPSW结构的抗侧刚度影响较大，而对弱框架SPSW结构的抗侧刚度影响相对较小。

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（编辑 胡 玲）doi：10.3969/j.issn.16744764.2012.05.012

巨型钢框架结构 篇3

预应力拉索的作用机理始终是各类预应力钢结构的关键问题, 是拉索参数确定的主要依据[4,5,6,7]. 巨型钢框架- 拉索支撑体系属于巨型结构与预应力钢结构的综合应用, 其中预应力拉索的抗侧机理是亟待解决的问题. 本文先利用力学原理分析了预应力拉索的抗侧机理, 推导了预应力拉索抗侧刚度理论公式, 然后对巨型钢框架- 拉索支撑体系拉索抗侧机理进行了模型试验研究, 并将试验结果与理论推导及数值分析的结果进行对比分析, 三者相互印证, 从而验证了预应力拉索的抗侧机理.

1 预应力拉索的抗侧机理

钢结构中的预应力作用主要表现为以下两种形态: (1) 为结构构件提供反向力, 使结构构件产生反向变形, 以降低内力峰值; (2) 建立柔性拉索的刚度和稳定性, 为结构构件提供弹性约束支承[8].

巨型钢框架- 拉索支撑结构中, 考虑水平载荷方向的不确定性, 将拉索对称布置, 两侧拉索施加的预应力相等. 在初始预应力状态下, 两侧拉索的索力在水平方向上相互平衡, 结构不会产生与水平载荷方向相反的变形. 显然, 在巨型钢框架- 拉索支撑结构中预应力作用并非第1 种形态.

在拉索预紧的基础上, 假设水平载荷方向向右, 巨型钢框架- 拉索支撑结构产生单位1 的侧向变形, 两侧预应力拉索分别发生收缩及伸长变形, 如图2 所示. 左侧拉索中产生压力增量, 右侧拉索中产生拉力增量, 两侧拉索内力增量在水平方向上的分量与水平载荷反向, 预应力拉索参与抗侧. 预应力为斜向布置的柔性拉索建立了轴向刚度和稳定性, 使预紧过的拉索既可承受拉力, 也可承受压力 (只要预应力大于外部载荷引起的压应力) , 从而为结构提供弹性约束支撑, 且无需考虑压杆稳定性问题, 属于第2 种作用形态.

根据变形协调关系得水平载荷作用下拉索变形增量∆LPC, 如图2 所示.

由拉索的本构关系得左侧拉索的压力增量PL

以上两式中, θ 为拉索与水平线的夹角, EPC为拉索的弹性模量, APC为拉索的截面积, LPC为单侧拉索的长度.

同理, 右侧拉索的拉力增量PR

两侧拉索的内力增量在水平方向的分量之和, 即为结构产生单位侧移时预应力拉索产生的水平抗力值R, 也就是预应力拉索的抗侧刚度KPC. 因此

将式 (1) ～ (4) 代入式 (5) 得

由式 (6) 可知, 在拉索有效且保持弹性状态下, 拉索抗侧刚度与索力大小无关, 与拉索的截面积成正比. 在确定了预应力拉索的目标抗侧刚度后, 拉索截面积即可根据此式计算.

2 模型试验

制作巨型钢框架- 拉索支撑体系缩尺模型, 在现有对拉索预拉力与结构抗侧刚度的定性关系研究的基础上, 通过模型试验着重研究拉索截面积与结构抗侧刚度的定量关系, 以验证预应力拉索的抗侧机理.

2.1 试验模型及加载方式

如图3 所示, 试验模型利用钢丝绳模拟拉索, 拉索一端与箱型支座固结, 另一端则通过调节螺栓、锚具等与钢框架的顶点连接, 旋转调节螺栓即可拉紧或放松拉索, 从而调整拉索中预拉力, 具体预拉力值可由穿心力传感器读取.

试验模型的主要参数如下:

钢框架采用单层单跨的形式, 层高500 mm, 跨度400 mm, 其中梁、柱采用30 mm×30 mm×3 mm规格的方钢管制成, 弹性模量为200 GPa;两侧的预应力拉索成 “V” 型布置, 单侧索长为0.76 m (上端夹具与拉索下端夹具之间的索长) , 拉索与水平线夹角为68.2◦, 拉索直径为5 mm, 弹性模量经测定为44.0 GPa.

采用YNS-1000 微机控制电液伺服万能试验机作为加载设备, 由于其只能竖向加载, 故将试验模型横置并锚固在万能试验机的工作台上, 以方便施加相对于模型的水平载荷. 为了减小模型底座的变形, 将模型底座制成箱型截面, 并内置加劲板, 以提高其抗弯刚度. 试验时通过微型金属圆柱将载荷传递给钢框架的顶点, 从而模拟对钢框架顶点施加的水平集中载荷. 建立如图3 所示的直角坐标系, 结构顶点x方向的位移与加载设备下降的位移一致, 因此x方向的位移由加载设备的位移值确定, y方向的位移由安装于结构上部顶点的百分表测得.

2.2 结构抗侧刚度与拉索预拉力的关系

巨型钢框架- 拉索支撑结构中, 预应力为斜向布置的柔性拉索建立了轴向刚度和稳定性, 预应力拉索为结构提供弹性约束支撑. 在线弹性范围内, 只要施加的初始预拉力能够保证拉索在最不利工况下不松弛, 则拉索的轴向刚度与最不利工况下的索力值及初始预拉力值均无关, 整个受力过程中预应力拉索为结构提供的弹性约束支撑的刚度不变. 因此, 该结构的预应力取值准则为:最不利工况下, 受压预应力索的剩余索力大于0[9,10].

2.3 结构抗侧刚度与拉索截面积的关系

(1) 模型试验

选取直径为5 mm的拉索, 利用穿心力传感器和索力调节螺栓精确调整两根拉索的预拉力均为1.0 k N;逐级加载, 记录下顶点载荷分别为1 k N, 2 k N, 3 k N, 4 k N, 4.3 k N (受压索剩余索力正好为0) 时, 试验模型的顶点位移, 试验结果见表1.

(2) 试验数据的修正

当模型底座可看作刚性时, 水平集中力形成的倾覆力矩对于单层框架中柱子的轴向变形影响微乎其微, 即框架顶点在y方向的位移可忽略, 故试验中框架顶点在y方向的位移可近似认为全部是由模型底座的变形造成的. 设由底座变形引起的框架顶点在y方向的位移为∆base, y, 由底座变形引起的框架顶点在x方向的位移为∆base, x, 如图4 所示.

图4 中, H表示试验模型的层高, L表示试验模型的跨度, 底座变形主要发生在加强板以上的部分, 根据几何关系, 可得

屏蔽底座变形带来的系统误差, 结构本身的顶点侧移变形∆x等于结构顶点在x方向的位移总量∆total, x减去由底座变形引起的框架顶点在x方向的位移∆base, x, 即

将式 (7) 代入式 (8) 得

式中, ∆total, x为表1 中的x方向位移, ∆base, y为表1 中的y方向位移.

框架顶点的侧移试验数据根据式 (9) 修正后如表2 所示.

(3) 理论推导

按已知拉索截面积, 并假设拉索在整个受力过程中始终有效, 推导试验模型在顶点水平集中力F作用下 (图5) , 结构顶点侧移∆x.

水平集中力F由钢框架及拉索共同分担, 并按侧移刚度比分配 (假设拉索始终有效, 即存在剩余拉力) . 可分别计算钢框架及拉索的抗侧刚度, 进一步求得钢框架分担的水平力F , ∆x可按纯框架结构在F作用下进行求解.

单位力作用下钢框架x向位移即钢框架的柔度δ[11]

式中Ic表示框架柱的截面惯性矩, Ib表示框架梁的截面惯性矩.

钢框架刚度KF

由钢框架分担的水平集中力值

将式 (6) 代入式 (12) 得

F作用下纯框架顶点侧移即F作用下原结构的顶点侧移∆x

式 (14) 反应的是结构抗侧刚度与拉索截面积之间的定量关系, 一旦验证式 (14) 的准确性, 那么同时也可以证明式 (6) 是正确的.

按式 (14) 计算顶点集中力分别为1 k N, 2 k N, 3 k N, 4 k N, 4.3 k N时的顶点侧移∆x, 结果见表3.

(4) 数值分析

采用SAP2000 对试验模型进行数值分析, 结果如表4 所示.

(5) 结果分析

将表2 ～ 表4 数据绘制于图6.

如图6 所示, 理论推导和数值模拟得到的结构顶点侧移数据与模型试验结果比较一致, 3 种方式得到的结构顶点位移与集中力之间的关系曲线都能很好地吻合, 验证了拉索截面积与结构抗侧刚度的定量关系公式的准确性. 从而也验证, 在拉索有效且保持弹性状态下, 拉索借助于轴向刚度参与抗侧, 其抗侧刚度按式 (6) 确定. 而在确定了预应力拉索的目标抗侧刚度后, 其截面积也可根据式 (6) 计算获得.

3 结论

(1) 巨型钢框架- 拉索支撑结构中预应力拉索的抗侧机理:预应力为斜向布置的柔性拉索建立轴向刚度和稳定性, 使预紧过的拉索既可承受拉力, 也可承受压力 (只要预应力大于外部载荷引起的压应力) , 从而为结构提供弹性约束支撑, 在拉索有效且保持弹性状态下, 拉索的抗侧刚度与索力大小无关.

(2) 理论推导得到拉索有效且保持弹性状态下, 预应力拉索的抗侧刚度计算公式, 并得到了模型试验及数值分析的验证.

(3) 预应力拉索 (有效时) 的抗侧刚度与其截面积成正比, 可根据预应力拉索的目标抗侧刚度确定拉索截面积.

摘要：研究巨型钢框架--拉索支撑结构中预应力拉索的抗侧机理, 为确定拉索参数提供理论依据.基于预应力的作用形态及力学原理分析得到预应力拉索的抗侧机理, 推导了预应力拉索抗侧刚度理论公式.从模型试验的角度进一步研究, 将模型试验的结果与理论推导及数值分析的结果进行对比分析, 最终验证了预应力拉索的抗侧机理:预应力为柔性拉索建立轴向刚度和稳定性, 使预紧过的拉索既可承受拉力, 也可承受压力, 从而为结构提供弹性约束支撑.

关键词：巨型钢框架,预应力拉索,模型试验,抗侧机理

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巨型钢框架结构 篇4

巨型框架结构具有明显二级受力特性, 主框架结构为主要受力结构, 次框架为次要受力结构。理论分析和实践经验都表明, 施工过程对巨型框架结构内力和变形的影响较大, 进行巨型框架结构的设计时, 应考虑施工过程对结构内力和变形的影响。主框架作为巨型框架结构的主要受力结构, 其施工质量对巨型框架受力性能的影响非常明显。本文将针对巨型框架的二级受力特性谈谈对巨型框架结构施工的几点看法。

1 选择合理的施工方法

1) 对于采用分层施工方法的巨型框架结构, 顶层梁柱构件施工要引起足够的重视。竖向荷载作用下顶层巨型梁梁端弯矩和边柱柱顶弯矩一次加载后结果差别较大, 施工过程中可以采取增加柱高等措施来减小楼层的竖向位移, 以保证巨型梁良好的受力性能。2) 对于楼层的竖向位移, 分层施工方法比先主框架后次框架和整体先主框架后次框架的施工方法的结果较大, 这是因为分层施工方法不能像另外两种施工方法那样, 使巨型框架结构较好的体现两级受力体系的特性, 也就是巨型梁柱在结构整体受力中承受大部分的竖向荷载的性能。巨型框架结构良好的二级受力特性, 是我们选择这种结构设计的基本出发点, 所以建议在施工过程中尽可能不采用分层施工方法, 而采用另外两种施工方法。3) 选择不同的施工方法, 要注意设计中相应部位的加强钢筋, 保证各个部位加强钢筋的施工质量。

2 减小混凝土收缩徐变的影响

施工过程中巨型框架结构竖向构件的收缩徐变变形是非常大的, 因而导致同一楼层不同墙柱的竖向变形差也很大, 这个变形差对整个巨型框架结构的受力性能就产生很大的影响。因此, 在施工过程中结合实际情况采取有效的措施减小竖向构件的收缩徐变, 对减轻收缩徐变对结构受力性能的影响是十分有效的。

1) 在条件许可的情况下, 采用由下而上、先主框架后次框架的施工方法或整体先主框架后次框架的施工方法, 都可以减小收缩徐变变形对整体结构的影响。2) 理论分析表明, 施工过程中在收缩变形上巨型柱和普通柱是相似的, 同一楼层竖向变形差较大是因为普通柱的徐变变形较巨型柱的大。因此, 在施工过程中为了减小同一楼层竖向变形差对整个结构的影响, 一个有效的措施就是在结构布置时尽量使巨型柱比普通柱承受更多的竖向荷载。3) 模板及其支撑系统要有足够的刚度。楼板模板支撑的间距要适宜, 使楼板模板刚度与梁模板刚度不至于相差太大。在混凝土施工完成后, 要等混凝土有一定的强度后才进行下一道工序的施工。在混凝土终凝初期应避免施工荷载对楼板产生较大的振动。

3 加强裂缝的控制

巨型框架混凝土中产生裂缝有多种原因, 主要是温度和湿度的变化, 混凝土的脆性和不均匀性, 以及结构不合理, 原材料不合格 (如碱骨料反应) , 模板变形, 基础不均匀沉降等。巨型框架中主框架的截面尺寸往往比次框架大很多, 混凝土浇筑后, 在硬化过程中, 水泥水化热量大, 而且聚集在内部不易散发, 浇筑初期混凝土内部温度显著提高, 而表面散热较快, 这形成较大的内外温差, 混凝土内部产生压应力, 而表面产生拉应力, 如内外温差超过25℃, 则混凝土表面会产生裂缝。

1) 科学用料、合理调配。应优先选用水化热低的水泥, 在满足设计强度要求的前提下, 尽可能减少水泥用量。混凝土引起裂缝的主要原因是水泥水化热的大量积聚, 使混凝土早期升温和后期降温产生内部和表面温差。合理地选用水泥是控制温度裂缝的有效措施。选择膨胀系数小、岩石弹性模量低、表面清洁无弱包裹层、级配良好的骨料, 这样可获得较小的空隙率, 从而减少水泥用量, 降低水化热, 减少干缩, 减小了混凝土裂缝的开展。尽可能减少水的用量。水对混凝土具有双面作用, 混凝土水化反应离不开水的存在, 但多余的水贮存在混凝土内不仅会对结构的发展带来影响, 而且一旦水分损失后, 凝胶体体积会收缩, 如果收缩过大, 就有可能在一定界面区产生微裂缝, 降低混凝土内部抵抗拉应力的能力。用水将粗细骨料冷却, 以降低混凝土的浇筑温度, 控制含泥量。根据结构断面最小尺寸和泵送管道内径, 选择合理的最大粒径。选用天然连续级配的粗集料, 使混凝土具有较好的可泵性, 减少用水量、水泥用量, 进而减小水化热, 因而降低了水泥水化热, 混凝土温度升高和收缩, 选用合理砂率对混凝土的可泵性是有所提高的。2) 优化浇捣方法。巨型框架的主框架的施工可以采取和大体积混凝土类似的施工方法。施工段的划分及浇筑顺序应根据具体工程结构确定, 通常按该工程项目划分表的单元工程进行划分。混凝土可采用混凝土运输车运到现场, 汽车泵或混凝土输送泵运送入仓;如采用非泵送混凝土, 可用吊机 (车) 直接布料或搭设脚手架采用机动车布料。混凝土浇筑必须根据当地中长期天气预报, 选择最佳天气条件进行浇筑, 应尽量安排在低温时段浇筑, 以最大限度降低混凝土的初凝温度。热天浇筑混凝土时减少浇筑厚度, 降低浇筑速度, 利用浇筑层面散热用水将粗细骨料冷却, 以降低混凝土的浇筑温度。在浇筑过程中, 应遵循“同时浇捣, 分层推进, 一次到顶, 循序渐进”的成熟工艺。振捣时重点控制两点, 即混凝土流淌的最近点和最远点, 振动点振动时不能漏振, 尽可能采用两次振捣工艺, 以提高混凝土的密实度。3) 加强后期养护。主框架作为巨型框架结构的主要受力结构, 其施工质量对巨型框架的受力性能的影响非常明显, 因而养护是一项十分关键的工作。混凝土的养护, 不仅要满足强度增长的需要, 还应通过温度控制, 防止因温度变形引起混凝土的开裂。所以, 养护主要是保持适宜的温度和湿度, 以便控制混凝土内表温差, 促进混凝土强度的正常发展及防止混凝土裂缝的产生和发展。施工中长期暴露的混凝土浇筑表面, 在寒冷季节应采取保温措施。根据工程的具体情况, 应尽可能多养护一段时间, 拆模后立即覆盖保护, 同时预防近期骤冷气候影响, 以控制内表温差, 防止混凝土早期和中期裂缝。养护用水的温度应与现场测得的混凝土表面温度接近, 以免人为造成混凝土表面产生温度梯度, 进而出现裂缝。

4结语

以上对巨型框架结构主框架混凝土的施工及裂缝控制技术进行了理论和实践上的初步探讨, 在具体施工中要靠我们多观察、多比较, 出现问题后多分析、多总结, 再结合多种预防处理措施, 巨型框架结构的主框架的施工质量是可以达到设计要求和使用要求的, 从而可以使巨型框架的二级受力特性得到很好的发挥。

参考文献

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工业设备钢框架结构研究 篇5

关键词：工业设备钢框架,承载力分析,稳定性分析,非线性

钢框架结构近年来在我国得到了很广泛的应用, 这种结构以其强度高, 自重轻, 抗震性能好, 施工速度快, 工业化程度高, 可重复使用, 效率高等各方面的优点, 在工业中很多方面取代了传统的混凝土结构。

钢框架结构多数由横梁与立柱刚接而成。刚性连接的横梁与普通梁式结构相比, 节省钢材, 结构横向刚度较好, 横梁高度也较小。因此可以增加设备钢框架内部净空, 减少设备钢框架的造价和体积, 是现代工业设备中一种比较经济的结构形式。

在进行工业设备刚结构的设计时, 对于结构的极限承载力的计算是不可避免的。钢结构框架设计必须建立在全面的计算分析基础之上, 而分析与设计结果的可靠性、合理性依赖于所采用的分析与设计方法。对于钢框架结构的稳定性, 应从框架的整体稳定方面入手进行分析, 然而, 目前一般的设计方法是通过控制框架柱的稳定性来间接控制钢框架的稳定性, 而且将设备钢框架结构的强度条件和稳定性分开计算, 《钢结构设计规范》在进行框架平面内的稳定计算时, 柱的有效长度l0按框架的失稳类型 (有侧移和无侧移) , 采用根据弹性稳定理论得到的柱的计算长度系数μ, 从而, l0=μlc, 其中lc为柱的几何长度, 这种分析方法是以单根框架柱的稳定计算代替整体框架的稳定分析。而且, 一方面大多数钢框架结构确实处于弹性工作状态, 另一方面, 弹性计算方法简单, 理论计算方法也已经发展的比较成熟, 所以, 对于这样的计算, 一般通过线弹性的分析方法进行设计分析, 但是通过这样的计算方法, 忽略了变形对整体钢框架结构的内力的影响。在某些地方, 由于过大的变形导致结构发生局部塑性屈服而失去承载力, 导致结构的实效。对于这样的情况, 进行非线性分析是解决变形影响的有效的方法之一, 这也是当前设备钢框架结构理论研究的一个重点, 非线性分析, 即在结构分析中充分考虑所有重要的非线性因素, 从而可以对结构的实际实效模式进行综合而全面的评定, 并直接获得结构的整体极限承载力。它主要包含几何非线性分析和材料非线性分析两个方面。

目前对于设备钢框架的准确的非线性分析主要采用两类非弹性有限元分析模型, 一类是扩展塑性模型, 即塑性区模型, 另一类是集中塑性模型, 即塑性铰模型。采用这两类有限元分析方法时, 需要很大的计算量, 计算成本很高, 而且非线性分析缓慢费时, 当不需要精确求解时, 采用近似方法考虑二阶弹性效应的简化方法更为有利。

对于弹性材料, 弯矩——曲率关系是线性的, 刚性框架的非线性仅由存在的p-delta效应引起。对于这类效应, 在研究中常采用的方法有两轮迭代法、虚拟侧向荷载法、迭代重力荷载法、负刚度法、弯矩放大法等。

(1) 采用两轮迭代法来求解二阶平衡方程时, 两种P-delta效应均应计入结构分析中。第一轮迭代进行结构一阶分析, 刚度矩阵不计入二阶矩阵。按一节分析结果计算各杆轴力。利用稳定函数或者几何刚度矩阵修正结构刚度, 然后进行第二轮迭代计算。两轮迭代法所得结果与采用更精确的分析所得结果不相上下, 最大差值均在设计应用的容许极限之内。

(2) 迭代重力荷载法是在框架侧移的位置上加上重力载荷, 由此直接考虑P-Δ效应, 分析时, 仅对设备钢框架施加侧向荷载, 接着进行重力荷载分析, 这时重力荷载加在已经侧移的结构上, 其侧移值就是水平荷载分析的一阶值, 然后用前次重力分析所得的位移增量来模拟侧移的结构, 在作重力分析时, 重复进行这样的重力荷载分析指导位移增量可以忽略为止, 和虚拟侧向荷载法一样, 当它具有柔性柱的框架和轴力沿框架宽度变化很大的情况, 就容易出现失误。

(3) 虚拟侧向荷载法又称为等效侧向荷载法, 或 迭代法。这个方法之考虑框架失稳或P-Δ效应, 忽略杆件失稳的P-δ效应。该法用一组侧向荷载来模拟框架失稳效应, 为了算出正确的二阶弯矩, 必须迭代应用虚拟侧向荷载法。按照一阶分析算得钢框架的侧移, 然后计算虚拟剪力和虚拟侧向荷载。将虚拟侧向荷载和真实侧向荷载一起作用, 按一阶理论重新分析框架结构知道迭代收敛。这个方法通常收敛很快, 对于杆件不是很细且跨数较少的框架, 它能得到较好的结果。但是, 如果框架的杆件太细, 这种方法对于某些柱的弯矩的估计存在着较大的失误。

(4) 负刚度法, 基本原理是P-Δ效应可以由折减框架侧向刚度来模拟, 采用负刚度法时, 将具有负刚度性质的杆件加到结构上, 使其按一阶理论就可以得到正确的计入二阶效应的侧移和弯矩, 负刚度法与虚拟侧向荷载法, 同样都用一组等效剪力来考虑每层的P-Δ效应。但是在这两种方法中, 计入这些剪力影响的或采用虚拟力来模拟P-delta效应的方式不同, 负刚度法中, 这些剪力影响在刚度项中计入, 但是在虚拟侧向载荷法中, 这一影响是在荷载项中计入。与虚拟侧向荷载法或迭代重力荷载法相比, 负刚度法的优点是不需要迭代, 只需作一次分析就能得到计入P-Δ效应的弯矩。在将几何刚度矩阵加入单元的刚度矩阵中P-δ效应也可以忽略。

设备钢二阶非弹性分析中首先应该考虑几何、材料双重非线性, 为了更加准确和合理的分析框架的结构极限承载力, 初始几何缺陷、残余应力是轻型钢结构二阶非弹性分析必须要考虑的因素。

在工业设备钢框架结构中, 由于没有钢筋混凝土楼板参与工作, 各框架之间的空间协同工作性能与平台梁系统的设置密切相关, 平台平面内刚度越小, 二阶效应的影响越大。另外, 在实际工程中, 设备支撑钢结构框架的结构体系复杂多变, 由质量中心与框架的刚度形心的偏差产生的扭转效应, 以及竖向不均匀性还会对整体结构的稳定性产生不利的影响。因此, 应该针对工程的具体情况, 对结构进行整体空间的稳定性分析。

在工业设备钢框架结构设计中, 首先应该被强调的是“概念设计”, 它在结构选型与布置阶段尤其重要。对一些难以作出精确理性分析或规范未规定的问题, 可依据从整体结构体系与分体系之间的力学关系、破坏机理、震灾、实验现象和工程经验所获得的设计思想, 从全局的角度来确定控制结构的布置及细部措施。因为钢结构不同于钢筋混凝土结构, 除了本身的结构设计以外, 还有一个同样重要的节点设计。刚性连接的设计相对来说比较简单, 首先必须以抗震原则“强节点, 弱构件”为基础, 然后按照设计规范和构造要求进行计算即可。而对于半刚性连接, 以极限状态设计方法为根本, 一方面要满足正常使用极限状态的强度和刚度要求;另一方面又要满足地震作用下延性要求和耗能要求。在一般情况下, 半刚性连接很难满足“强节点, 弱构件”的抗震设计要求, 因此在设计此类柔性框架时须特别注意。应综合考虑各种影响连接的因素, 然后针对各种连接的破坏模式, 选择设计目标, 最后再按照连接处内力计算并选择连接件。

另外, 任何工具的使用都有一定的适用条件, 工程设计计算和精确的力学计算本身常有一定距离, 为了获得实用的计算和设计方法, 有时会用到误差较大的假定, 但对于这种假定的误差, 必须通过“适用条件, 概念及构造”的方式来保证结构的安全。

随着工业的发展, 钢框架工业厂房应用必将越来越广泛。钢框架设计必须采取合适的构件截面形式、稳定的支承、合理的节点设计才能满足工业的要求。随着应用的越来越多, 钢框架设计也必将会日趋完善。

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多层钢框架结构节点设计分析 篇6

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].

巨型钢框架结构 篇7

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.

巨型钢框架结构 篇8

关键词：钢框架,梁柱节点,联接设计

前言

钢铁在现代建筑中得到了广泛应用, 特别是在20世纪后期, 钢的产量大幅度的增加, 钢的结构也相应的扩展了应用领域。虽然, 钢结构在我国因为一些条件受到限制, 可能在应用上还有一定的发展空间。但是, 我国现在产钢量已位居世界首位, 这必然会给钢制的结构带来更加广阔的的发展前景。梁和柱之间的节点是钢框架结构中的关键部位, 它们之间的联接性直接影响到整个建筑物的承重能力, 特别是在抗震中占据非常重要的地位。所以, 钢框架结构梁柱节点联接设计技术得到提高和创新是确保现代建筑业长远发展的基石。

1 螺栓联接

1.1 螺栓联接形式的种类及其各自的特点

从目前建筑梁柱联接点来看, 螺栓联接形式主要分为普通螺栓和高强度螺栓。

(1) 普通螺栓主要分为A、B、C三个等级, 它们的材质主要是由低碳钢或Q235钢构成的, 形状上, 直径有16mm、18mm、20mm、22mm和24mm。C级螺栓主要用于两种情况:一种是应用于不直接承受动力负荷结构中的次要联接, 另一种是用于安临时固定或者可拆卸结构的联接。

(2) 高强度螺栓, 它在我国有两种联接副:扭剪型高强度螺栓联接副和大六角头高强度螺栓联接副。这两种在使用性能上差不多, 在应用上可以互换。

通过抗剪联接, 根据受力特性的不同, 我们又可以把高强度螺栓分为:摩擦型高强度螺栓和承压型高强度螺栓。

摩擦型高强度螺栓一般出现在柱梁联接中的重要部分和承受动力负荷很大的结构, 以及可能出现的反向内力部分的联接。它的直径比我们一般见到的直径大1.5~2.0mm。这种螺栓已经出现在各大建筑结构中, 如桥梁结构、工业建筑和民用建筑的钢结构联接中。另外, 在建设工程中需要临时安装和组装时, 只要不能用焊接联接的部分, 就可采用摩擦型高强度螺栓代替。

承压型高强度螺栓, 它的计算方法和构造要求与普通螺栓相同。都是以联接板层之间出现的滑动作为正常使用 (即在荷载标准值作用下) 的极限状态, 配以联接的破坏 (螺栓或构件破坏) 作为其承载能力的极限状态。高强度螺栓因其具有联接紧密、安全性好、联接稳固等特点被现代建筑业广泛使用。

1.2 螺栓联接形式的不足及改进

对于普通螺栓来说, A、B两级的材料跟高强度螺栓很相似, 它们的成本差不多。所以, 在使用情况一样的的前提下, 可以采用高强度的螺栓。

高强度螺栓不宜重复使用, 特制是10.9S级的螺栓不能重复使用 (螺栓的表示方法是采用强度分类级别, 其性能等级中的第一个数字表示热处理后的抗拉强度, 第二位数字表示屈强比) 。在摩擦型高强度螺栓和承压型高强度螺栓二者的选择中, 由于承压型高强度螺栓的施工费用较高, 所以, 选择时可以优先选择摩擦型高强度螺栓。

2 栓焊混合联接的施工顺序及注意事项

栓焊混合联接主要是指摩擦型高强度螺栓与焊缝形成的混合联接。它在梁柱联接时步骤较多, 所以一定要注意先后顺序。板件的厚度是选择联接顺序的前提条件, 所以, 施工人员应根据此条件选择焊接的方式, 在实际建筑操作中一般采用先栓后焊的方式, 此时可根据焊接时的具体情况, 及时减少高强度螺栓焊接时的强度;当采用先焊后栓且板间又不夹紧的时侯, 此时适合采用大直径螺栓。

这种联接还要注意以下几点:

(1) 由于焊缝的破坏强度高于高强栓联接时的强度, 它的比值要控制在1~3之间。

(2) 在静力负荷作用下, 摩擦型高强度螺栓会和侧角焊缝共同作用在直接承受动荷载作用的联接中, 所以, 施工时一般采用先栓后焊的顺序, 并且在设计中将温度作为影响高强度螺栓的预拉力的首要因素, 并予以适当缩减, 如乘以0.8、0.96的系数。

(3) 能共同工作的混合联接, 其总的承载力可以按不同的联接方式考虑承载力的总和。

(4) 栓焊混合联接不能用于需要验算疲劳的联接中。

3 全焊型联接

3.1 全焊型联接的特点及适用范围

全焊型联接时, 焊接结构的低温冷却问题比较突出, 容易产生变形, 对结构工作产生不利影响。全焊型联接可广泛应用于工业与民用建筑钢结构中, 但对于接头刚度大或者焊接困难的安装接头就不太适合此种联接方式。

3.2 全焊型联接的优点及注意事项

根据实地考察及施工经验, 我们发现全此种焊接方式的梁柱联接的滞回性能好于栓焊型混合联接, 具有很好的可塑能力。但在施工过程中, 我们要注意选择合适厚度的节点板。节点板太强, 建筑材料就会浪费掉, 抗震能力也会随之减弱;节点域的联接中应注意梁上、下盖板边缘加工后与柱之间的联接, 板与梁的联接采用角焊缝, 梁腹板与柱联接通过钢板或角钢而连在一起, 钢板或角钢与梁腹板采用角焊缝联接, 钢板或角钢与柱采用对接焊缝联接。同时, 也要兼顾焊缝的质量。

3.3 全焊型联接的不足及改进

从理论上看, 良好的焊缝质量和焊接构造可以提供足够的延展性, 但是想要达到理论上的效果经常会出现一些问题, 所以施工人员在设计中要对焊缝的过程进行相对严格的破损检查及对可能出现的问题进行排查。此外, 焊接时的一些步骤可能会使螺栓发生变形, 这就给实际结构带来了一些麻烦。虽然, 高强螺栓联接施工比较方便, 但是存在接头尺寸过大、钢材消耗较多等一些问题。所以, 在今后的施工联接中, 节点一定要保持一定传递的压力的能力, 保证即使在强震下也能保持非弹性变形。

4 结语

梁与柱节点的链接环节是钢框架中结构设计的重要部分, 联接的好坏会直接影响框架结构在荷载作用下的展现效果。所以, 钢框架结构梁柱节点联接设计技术的提高和创新是确保现代建筑业长远发展的基石。因此, 钢框架结构梁柱节点联接设计在今后的建筑业应得到良好的重视及应用。

参考文献

[1]陈胜钢.钢结构设计手册.中国建筑工业出版社, 1990.

[2]张行.两种半刚性节点的有限元分析及对框架的影响[J].山西建筑, 2010.36 (5) .

[3]陈复生.钢结构设计规范[J].广西城市建设, 2010 (9) .