钢框架范文10篇
时间：2023-03-17 18:03:48
钢框架范文篇1
关键词：塑性铰非线性分析高级分析钢框架设计方法
1.简介
钢结构高级分析[1-2]（亦称为整体分析[3]）是指通过精确的非线性分析，完善的考虑结构的二阶效应及其它非线性因素的影响，通过一次性分析，完成目前先进行内力分析再进行结构验算的两阶段设计所做的工作。高级分析方法同时考虑影响钢结构及其构件的极限状态强度和稳定的关键因素。由于非线性效应是在结构分析中直接考虑的，所以用高级分析方法设计钢框架时，通常不需要进行当前设计规范条文中强制性的单个构件验算。这种综合性的设计和分析方法从本质上保证了对设计过程的简化，使工程设计人员能够了解要设计的结构在不同荷载水平下的行为和其破坏模式。澳大利亚首先在其1990年版本钢结构规范AS4100中允许将高级分析方法作为一种可选方法，以简化不发生局部屈曲和侧向屈曲的钢框架的设计[4]。欧洲标准EC3－1991也做了相应的规定[5]。
空间钢框架的二阶非线性分析有多种方法[6,3,7-8]，这些方法大致可以分为：（1）塑性区法(plasticzonemethod)[9,28-29,31]。塑性区高级分析方法将构件截面划分成若干有限面积分区，截面的切线刚度就由这些面积分区的弹性特性形成，截面的抗力和弯矩也由分区面积的抗力效应累加形成，利用牛顿－拉普森系列迭代法使不平衡的内力和外力重分配。文献[10]介绍了塑性区法求解钢框架极限荷载的过程。很多学者认为塑性区法是精确的。但是由于划分的单元数量特别多，造成结构的整体刚度矩阵十分庞大，在计算机计算分析过程中会导致较大的截断误差，迭代过程中更容易发散，耗时较长。目前许多大型非线性分析软件采用了塑性区法，或者包括塑性区法的多种混合方法。这些软件包括ABAQUS、ANSYS、MARC等通用的商业软件。随着个人计算机性能的快速提高，用这种方法进行大型结构的分析和辅助设计是可能的。（2）准塑性铰法(quasiplastichingemethod)[11]。准塑性铰法是介于塑性区法和塑性铰法之间的混合方法，该方法利用柔性系数考虑塑性的扩展，使用简化的残余应力模式，全截面塑性用塑性区法标定。该方法很难进一步发展用于空间结构分析。（3）塑性铰法(plastichingemethod，orconcentratedplasticitymethod)及以塑性铰概念为基础的改进方法。塑性铰高级分析方法将构件的屈服集中到几个截面上，用弹簧模拟塑性铰形成截面的切线刚度。这样塑性铰法避免了将一个截面划分成多个小的面积分区，多数构件只需划分成一两个单元，并且保持了较高的精度，这就大大减小了结构刚度矩阵的大小，简化了计算机分析过程，提高了效率。
尽管实际上所有的框架都是三维的空间结构，但是有些结构可作为二维平面框架分析，比如不允许局部屈曲和侧向屈曲的框架，在一阶弯矩、轴向力和面内失稳造成的二阶效应综合作用下，由于屈服过度而破坏。高级分析方法正是从受二维荷载的二维框架分析开始发展起来的，而后在此基础上进一步研究了局部屈曲和侧向屈曲不太重要的三维框架，比如管结构。表1列出了高级分析针对不同类型的框架几种分析方法的特点[8]：
框架类型
荷载类型
失效形式
失效原因
特别情形
平面框架
面内受力
平面内
屈服
平面内屈曲
平面框架
面内受力
平面内
局部屈曲
局部屈曲后
平面框架
面内受力
出平面
侧向屈曲
屈服及翘曲
平面框架
空间受力
双向弯曲和扭转
屈服
扭转
平面框架
空间受力
双向弯曲和扭转
局部屈曲
局部屈曲后
空间框架
空间受力
双向弯曲和扭转
屈服
扭转
空间框架
空间受力
双向弯曲和扭转
局部屈曲
局部屈曲后
表1高级分析中的几种方法
目前，二维框架的平面内分析相对较多，考虑其侧向屈曲的研究并不多。真正针对三维框架空间受力情形的严格分析非常少。
2.塑性铰法及其改进
塑性铰法最初发展起来的是弹塑性铰分析法[12-13]。该方法一般假定构件不发生局部屈曲，即限定构件采用紧凑型截面（compactsection）。允许单元端部形成零长度的塑性铰，单元的其他部分则保持完全弹性。这一方法从一定程度上考虑了非弹性，但不考虑屈服在塑性铰形成截面上以及在两铰之间的扩展，两铰之间残余应力的影响不能考虑。这种简单的方法用稳定函数模拟几何非线性。对于主要发生弹性屈曲的细长构件，弹塑性铰法与塑性区法计算结果符合很好；然而对于发生较大屈服并伴随塑性扩展的粗短构件，由于忽略了屈服沿构件的扩展，不能考虑构件因渐进屈服过程造成的刚度削弱，用该方法预测承载能力误差较大。文献[3]指出，弹塑性铰法得到的计算结果对于细长柱内力较小的刚架与塑性区法较接近，但是一般多层多跨刚架的承载力均偏高，有的刚架偏高的幅度很大。
一些学者致力于研究基于塑性铰概念的改进方法—改进塑性铰法。Orbison、Prakash和Powell、Chen、Liew和Tang、Kim等、Wongkaew，以及其他研究者，利用塑性铰法或者改进塑性铰法作了钢框架二阶非线性分析的研究。Orbison使用弹塑性铰分析方法，材料非线性用切线模量考虑，几何非线性用几何刚度矩阵处理。该方法不考虑剪切变形，对仅承受轴向力的短构件误差较大。Prakash和Powell改进了塑性铰法并推出了DRAIN-3DX分析软件，材料的非线性用截面纤维的应力－应变关系体现，由轴向力引起的几何非线性用几何刚度矩阵体现，但是由轴向力和弯曲相关作用引起的几何非线性不予考虑。该方法高估承受大轴向力构件的强度和刚度。Liew和Tang使用的是改进塑性铰法，残余应力用传统的梁－柱有限元模型考虑，材料非线性以计入描述材料屈服面－边界面（yieldandboundingsurfaces）的非弹性参数的方式考虑。该方法对仅承受轴向力的短构件低估其屈服强度最大达7％。Chen等所用的改进塑性铰法用稳定函数考虑几何二阶效应，CRC切线模量考虑残余应力，同时也提出了处理几何缺陷的具体方法[7]。这种方法考虑的因素较为全面。总的来看，Chen、Liew和Kim等发展的改进塑性铰法可以考虑以下两种刚度退化：1）塑性铰形成截面的刚度退化。2）两塑性铰之间构件的刚度退化。这种方法和弹塑性铰法一样简单有效，同时保持了对结构体系及其构件承载能力和稳定性计算的较高精度。
经过多年的研究，改进塑性铰法在分析二维框架的平面内分析方面已比较成熟，开始向空间框架高级分析延伸。有研究者主张先利用现有塑性铰法进行平面内分析，再进行考虑残余应力和初始几何缺陷的基于非线性侧向屈曲分析的实用高级分析。这方面的例子见文献[14,15]。文献[14]用LRFD公式计算不同侧向支撑长度下的侧向扭转屈曲强度，如果无侧向支承的长度超过发生全截面（面内）屈服的极限长度，则用侧向（弹性或非弹性）扭转屈曲强度代替全截面屈服强度，代入考虑轴向力与弯矩相关作用的截面塑性强度公式（AISC－LRFD双线性相关公式）。文献[15]分别进行平面内分析和平面外屈曲分析，用“有效刚度法”综合考虑所有材料非线性、残余应力和几何缺陷对平面外屈曲的影响。对空间框架的分析见文献[7,16-17]。其使用的分析单元共有12个自由度（每个端部6个），忽略了翘曲约束的影响。
另外，对改进塑性铰法高级分析其他有关问题的研究也取得了进展。Chen、Liew、Kim、YoshiakiGoto、N.Kishi等研究了钢框架的半刚性连接问题[18-23]，使得结构整体分析中可以考虑连接的半刚性及其剪切变形影响。Kim等又进一步研究了考虑局部屈曲效应、应变反转的方法以及有关弱轴弯曲的处理办法[24-26]。关于改进塑性铰法在抗震设计中的应用方法可参考文献[27]。
改进塑性铰法可以考虑二阶效应、材料非线性和几何缺陷等多种非线性因素的影响，利用计算机程序对钢框架进行整体分析，并且具有对计算机性能要求不高、计算省时同时又可以满足工程设计精度要求等优点，有可能取代当前各国规范普遍采用的基于单构件设计的方法，成为实用的二阶非线性钢框架设计方法。但是因为塑性铰法没有像塑性区法一样将截面分成面积分区，所以很难精确考虑局部屈曲和平面外屈曲特别是翘曲效应，对局部变形、翘曲与轴向力和弯矩间的相关作用、端部翘曲约束的模拟还比较困难。目前该方法一般不考虑屈曲前效应和屈曲后效应。
3.塑性区法高级分析以及其他有关结构非线性研究的进展
塑性区法用于结构分析较早，国内外的研究成果相对多一些。Vogel用塑性区法（塑性分配法）分析了紧凑型截面二维框架[28]，其结果被广泛用作检验框架分析精确程度的标准。Avery则分析了非紧凑型截面框架，给出了详细的壳单元分析模型[29]，并且做了大型试验检验其分析模型的精度[30]。Jiang等利用塑性区法进行三维钢框架非线性分析[31]，用塑性扩展模型模拟结构构件，考虑了残余应力、初始缺陷以及压力、弯曲和扭转的耦合效应，但限制局部屈曲，不能考虑侧向扭转屈曲。其所编制的计算机程序要达到塑性铰法程序相同的精度，需要将构件划分为7个单元，这也证实了塑性铰法的效率。此外，Yeong-B.Y和Kuo-S.R对框架体系的几何非线性分析进行了深入的分析，并首次提出了利用“广义位移法”求解非线性方程[32]。Buonopane等总结了高级分析设计的可靠度研究，考虑结构特性和荷载的随机性[33]。
国内的王孟鸿采用薄壁构件理论考虑了构件截面翘曲的影响，进行了各向同性损伤理论塑性区分布模型的弹、塑性区双重非线性分析，以及考虑局部屈曲、节点区变形和半刚性连接的三维空间钢结构非线性分析，并且在理论分析基础上编制了实用的三维空间钢结构的弹、塑性分析软件[34]，所做的工作目前是国内较为全面的。舒兴平等作了钢框架结构二阶弹塑性稳定极限承载力的试验研究和分析[35-36]，郭兵、顾正维、王新武等对刚框架的半刚性连接作了研究[37-39]。沈世钊教授、董石麟教授、张耀春教授、尹德钰教授对空间单层网壳结构的非线性行为进行了深入研究，他们的研究内容也是空间结构高级分析的重要组成部分[40-45]。国内其他研究者对刚框架及其构件非线性分析等问题作了研究[46-48]。
4.改进塑性铰法对各种非线性影响因素的简化处理方法
改进塑性铰法对各种非线性影响因素采用了简单实用的近似处理方法。鉴于Chen、Liew、Kim、Wongkaew等发展的改进塑性铰法在目前基于塑性铰概念的高级分析方法中考虑的问题较为全面，本文以这种方法为基础详细介绍改进塑性铰法的基本概念和技术。这里先介绍平面框架的平面内分析，再介绍平面外分析。
4.1改进塑性铰法二维框架平面内分析
对二维框架的平面内分析，改进塑性铰法考虑二阶几何效应、与残余应力和弯曲相关的渐进屈服以及几何缺陷等非线性因素。具体解决方法如下面各小节所述：
4.1.1稳定函数考虑几何二阶效应
Chen和Lui提出了简化的稳定函数，用以体现大位移情况下二阶几何效应。通常一个构件只需分成一个或两个单元。按照图1所示梁柱单元，该单元增量形式的力－位移关系可以用公式（1）表示为：
（1）
这里，S1，S2＝稳定函数；，＝增量形式端弯矩；＝增量形式轴向力；，＝增量形式连接转角；增量形式轴向位移；A，I，L＝面积，初始惯性矩，梁柱单元长度；E＝弹性模量。稳定函数由下式定义：
（2）
（3）
这里ρ＝P／(π2EI／L2)，P以受拉为正。
当轴向力为零时公式（2）、（3）无解。为解决这一问题并避免轴向力变号时公式（2）、（3）不一致，Lui和Chen建议用幂级数展开式近似稳定函数。当构件中的轴向力在－2.0<ρ<2.0范围内时，可以用下面简化的表达式近似稳定函数：
（4）
（5）
在绝大多数实际应用中，公式（4）、（5）与精确表达式（2）、（3）符合得非常好(对ρ在－2.0<ρ<2.0范围外的情况，应当用公式（2）、（3）)。稳定函数法对每个构件只用一个单元，即可保证任意轴向力大小作用下单元刚度各项和求解的轴向力的精度。该公式应用的前提是所有构件都有足够的平面外支撑，以保证不发生平面外屈曲；构件截面均为紧凑型截面。
4.1.2截面的塑性强度
根据AISI－LRFD双线性相关公式，截面的塑性强度可以用下式表达：
（6）
（7）
这里P,M＝二阶轴向力和弯矩；Py＝压屈强度；Mp＝全截面塑性弯矩。
Orbison提出的截面塑性强度用下式表达：
（8）
这里，p＝P/Py，mz＝Mz/Mzp(强轴)，my＝My/Myp(弱轴)，Py＝屈服荷载，Myp、Mzp分别是绕y轴和z轴的塑性弯矩。α是力状态参数，α＝0.5时开始屈服，α＝1.0达到全截面屈服。这两种截面的塑性公式见图2、图3所示：
这两种塑性强度公式可以用于空间框架结构。对于平面架，简化为以下两个公式：
（9）
（10）
这里P，M＝截面的二阶轴向力和弯矩；Mp＝全截面塑性弯矩。
4.1.3CRC切线模量考虑残余应力
对塑性铰间承受轴向力的构件，用CRC（ColumnResearchCouncil，美国柱研究局）切线模量考虑由于残余应力导致的沿构件长度渐进屈服。这里减小弹性模量的大小以代替减小初始惯性矩I的大小，以体现截面弹性核减小造成的刚度降低。刚度沿强轴和弱轴减小的速率是不同的，这里并未考虑，因为弱轴刚度的快速减退可以由富余的弱轴塑性强度补偿。Chen和Lui建议的Et表达为：
（11）
（12）
4.1.4抛物线函数考虑弯曲影响
切线模量模型适于受轴向力的构件，但对既承受轴向力又承受弯矩的情况，需要引入考虑弯曲塑性效应的塑性铰逐渐软化模型，用以体现塑性铰由弹性到刚度为零的过程。如果单元两端都在发展塑性铰，增量形式的力—位移关系可以表达为：
（13）
ηA、ηB＝单元刚度参数，用以体现由弯曲引起的刚度的逐渐减小。单元端部的截面塑性状态由η在1和0之间变化来体现。η假定按照抛物线表达式变化：
（14）
（15）
这里α是力状态参数，由单元端部极限状态面得出。此外，还可以进一步修正单元刚度矩阵以便考虑剪切变形的影响[7]。
4.1.5几何缺陷
通常有三种处理方法考虑制造或安装误差：明确缺陷模型法、等效节点荷载法、进一步减小切线模量法。
1)明确切线模型法
可以取规范规定的最大构件误差作为几何缺陷。比如美国AISI规范允许每层的垂直误差不超过Lc/500，可以采用Lc/500作为几何缺陷限值。无支撑框架可以考虑垂直误差几何缺陷，有支撑框架则不需考虑，因为垂直误差引起的P-∆效应可以由侧向支撑抵消。对有支撑框架，应当用构件的直线误差代替垂直误差作为几何缺陷。可以取规范规定的最大构件误差作为几何缺陷，比如，AISI建议对构件取其最大制造误差为Lc/1000。直线误差可以认为沿构件呈正弦波变化，在构件中央达到最大值Lc/1000，然而研究发现每个构件只用两个单元而构件中央有最大位移（缺陷）的模型已足以反映缺陷效应。
2)节点荷载法
框架的几何缺陷可以用等效的侧向节点荷载代替，用作用在框架一层上的重力荷载表达。建议用0.002∑Pu作为等效节点荷载，Pu是一层上的全部重力荷载。等效的侧向节点荷载作用在每一层的顶部。对有支撑框架，等效节点荷载应作用在柱的中间位置，大小取0.004∑Pu。这和几何缺陷Lc/1000相当。
3)进一步减小切线模量法
为考虑几何缺陷的影响，可以进一步减小切线刚度Et，也就是用减小切线刚度Et的办法体现由于几何缺陷造成的构件刚度逐渐退化。可以进一步减小CRC切线模量为：
（16）
（17）
这里＝减小的Et；ξ''''＝几何缺陷减小系数。
经大范围框架和柱子计算验证，减小系数取值0.85。这种方法比另外两种方法在设计中更为简便，既不用在单元模型中加入明确的几何缺陷，也不用另外施加等效节点荷载，并且不必考虑几何缺陷的方向，而在分析大型的有侧向支撑框架时确定最不利几何缺陷方向往往很困难。根据文献[3]的分析，等效节点荷载法和进一步减小切线刚度法的精度是令人满意的。
4.2考虑平面外屈曲的方法
有关单个梁（受压）和梁柱（压弯）构件的侧向屈曲有很多研究成果，但对于框架结构体系中的侧向屈曲问题目前的研究还不多。在结构中构件的翘曲往往与构件间的相关作用有关。比如，对于相互垂直连接的工字形构件，一个构件的扭曲将导致另一构件的翼缘翘曲，而翘曲构件翼缘的双弯矩会影响前一构件的翼缘扭曲。此外，各种形式的连接其传递扭曲或翘曲的能力也各不相同。因此，针对结构体系考虑侧向屈曲是一个非常复杂的问题。
4.2.1考虑平面外侧向屈曲的条件
钢框架建筑中，梁构件一般由楼板提供了足够的面外约束，能充分发展面内强度，而梁－柱（压弯）构件只在其端部有面外方向的约束，可能发生平面外弯曲或扭曲。根据参考文献[15]的研究，在面内荷载的作用下，无侧移（有侧向支撑）平面钢框架建筑中的柱构件通常由综合弯曲屈曲和扭转屈曲的平面外失效模式控制，有侧移（无侧向支撑）平面钢框架建筑中的柱构件也可能由平面外失稳控制。因此，对于钢框架建筑中的梁构件用平面内高级分析方法就可以了，对其柱构件则需进行平面外高级分析。
4.2.2考虑平面外侧向屈曲的简化方法
严格来讲，二维框架由于其两个主平面的初始弯曲和初始扭转，实际上受双轴弯曲和扭转作用。但目前研究实用的双轴弯扭屈曲高级分析方法还很困难，充分考虑平面外弯扭屈曲失效模式的实用高级分析技术还不存在。于是，有研究者建议把分析简化为平面内和平面外两个独立的阶段，首先进行塑性铰法平面内高级分析，再进行平面外高级分析。一些国家的规范也要求分别进行平面内和平面外承载力验算。这种简化的方法使得当前可行的平面内分析方法在第一阶段可以保留使用，只需要研究平面外分析方法，而且平面内分析使用的结构形状及得到的弯矩和轴向力分配可以直接作为输入数据用于平面外分析。具体分析过程为：根据当前的荷载和几何效应，计算各分析单元的平面内和平面外刚度矩阵，分别组成结构的整体平面内和平面外刚度矩阵，施加边界条件，若平面内刚度≤0，则改用较小的荷载增量重复该循环分析；否则检查平面外刚度矩阵，若平面外刚度矩阵≤0，则改用较小的荷载增量重复该分析。若结构平面内平面外稳定均满足，应用该增量荷载求解未知增量位移、增量荷载。最后更新单元的几何和荷载效应，施加下一步增量荷载重复分析直至结构失效。
前文所述平面内分析实质上是对结构在面内荷载作用下的弹性弯曲分析，做出了一些修正以允许轴向力和屈服造成的截面刚度削弱，以及因残余应力、屈服、初弯曲和平面内效应造成的弯曲刚度削弱。但是，对于面内荷载作用下的框架结构的出平面屈曲分析来说，并没有直接的平面外行为，最主要的平面外行为是构件出框架平面外的侧向屈曲。所以，相应的出平面分析应当是一种屈曲分析而不是弯曲分析。如此，则所有的初弯曲和初扭转缺陷应被去除，但其影响可以某种形式考虑。
文献[8]给出了用有限元特征值问题处理平面外屈曲的公式：
（18）
[KL]是平面外刚度矩阵，[KG]是平面外稳定（几何刚度）矩阵，{∆}平面外位移向量。刚度矩阵应当包括由屈服引起的任何削弱效应，稳定矩阵应当允许弯矩分配和荷载关于剪心高度的效应，以及轴向力和弯矩的非弹性重分配。合适的处理节点平面外变形的连续性可以考虑端部约束的效应。
4.2.3实用的侧向屈曲分析方法—有效刚度法
在目前考虑平面外屈曲的改进塑性铰法高级分析中，以K.Wongkaew和W.F.Chen[15]给出的分别进行平面内和平面外两阶段分析的平面钢框架设计分析方法较为实用。该方法用弹性刚度的有效值代替其弹性值以考虑材料非线性和几何非线性效应对平面外屈曲强度的影响，采用线性稳定函数理论，并用有限元分析方法导出二阶刚度矩阵。设计平面钢框架采用的与非线性相关的假定，在与设计规范构件强度公式保持一致的基础上稍作修正。假定位移和应变足够小，以便线性稳定（二阶）理论可以应用，这是经典稳定理论的基础。非弹性、残余应力和几何缺陷的效应在构件的水平上得以考虑。其具体做法如下面的分节所示。
4.2.3.1对二阶效应的考虑
要考虑钢框架的平面外位移，一个分析单元需要14个整体自由度才能反映所有可能的位移，每个节点包括三个横向自由度、三个扭转自由度和一个翘曲自由度。图4是荷载效应和相应位移的示意。
图4整体荷载效应及整体位移
基于线性稳定假定，Chen、Atsuta和Trahair[49-50]以及其他研究者证明，对于承受平面内荷载的平面框架，在线性状态下其平面内的荷载－位移关系与平面外的分叉屈曲是不耦合的。因此，分析单元的刚度矩阵可以用四个独立的矩阵组成，一个与平面内行为相关，一个与平面外行为相关，另外两个是零矩阵。平衡方程可以用符号表示如下：
（19）
这里的平面内项为：
（20）
（21）
是平面内刚度矩阵。平面外项为：
（22）
（23）
是平面外刚度矩阵。平面内刚度矩阵ki的推导主要有两种方法，包括有限元分析法和稳定函数法。但目前正确的平面外刚度矩阵还没有被推导出来，这里用到的平面外二阶刚度矩阵ko是Barsoum和Gallagher[51]用有限元分析方程得出的，推导中用到的假定与经典稳定分析所采用的假定一致。计入平面外荷载效应，用0值替代相应项，平面外二阶刚度矩阵可以表示为：
（24）
4.2.3.2对材料非线性和几何缺陷的考虑
用“有效刚度法”考虑所有材料非线性、残余应力和几何缺陷对平面外屈曲的影响，具体做法是将平面外弹性刚度EIy、EIw和GJ用体现剩余弹性核特性的值(EIy)t、(EIw)t、(GJ)t代替。对于几何缺陷造成的额外荷载效应对截面能力的削弱，用进一步减小刚度的方法近似。为了与规范中设计公式一致，用规范中的构件强度公式标定有效刚度的大小，并使有效刚度同时包括几何缺陷和材料非线性两种影响因素的效应。文献[15]给出了具体的梁、柱及压弯构件的等效刚度。
4.2.3.3对翘曲自由度的处理
由于仅在构件的水平上考虑了翘曲，所以假定单元端部连接处翘曲自由度间要么完全相互制约：在同一连接上的所有单元端部共用一个整体翘曲自由度；要么没有相关作用：每个单元有自己的翘曲自由度，这使每个翘曲自由度产生了一个附加的独立自由度，并允许各单元在连接处有不同的瞧去约束。对于前者可以把每个连接单元与翘曲相关的项直接加入框架刚度矩阵，对后者翘曲约束可以作为边界条件处理。
需要指出的是，严格处理单元端部在连接处的相关作用需要能考虑截面畸变的更先进的分析，需要详细考虑各种连接方式的细节。这种分析的例子见文献[52-53]。
4.3关于半刚性连接
除了几个特例外，钢框架的连接通常是半刚性的。文献[18,54]讨论了常用连接的特性，文献[18]还总结了几种模拟半刚性连接的弯矩—转角特性的计算公式，详细讨论了半刚性框架的分析。这里仅简单介绍Liew、Kim等在塑性铰高级分析中对半刚性连接的模拟方法。他们把梁柱半刚性连接模拟为零长度转动弹簧，所用的方程允许构件与连接之间产生相对扭转和弯扭。单元端部的连接单元直接作为整体未知量，无需修改单元刚度矩阵，因此便于应用。
Liew[55]对薄壁管构件钢框架采用了Heish推荐的四参数幂函数模型体现典型连接的弯矩转角关系。其表达式为：
（25）
图6三参数模型
Ke是连接的初始刚度矩阵，Kp是应变强化刚度矩阵，M0是参考弯矩，n是形状参数。如果有试验数据，公式中的四个参数可以通过曲线拟合得到；如果直到连接的细部情况，也可用分析方程得出。但是一般设计时并不确定连接的具体方式，需要一个基于一般连接试验数据库的标准曲线作为参照，或者使用根据数据库得到的有关参数。Heish的研究报告给出了九种常用连接方式在面内弯曲荷载作用下的四个参数的平均值。
Kim[56]等采用了用三个参数的Kishi－Chen幂函数模型：
（26）
这里的m＝M/Mu，θr＝θ/θ0，θ0＝Mu/Rki，Mu是连接的最大弯矩承载力，Rki是初始连接刚度，n是形状参数。对于公式中的参数，文献给出了四种常见连接的解决方法。
以上两种方法都可以考虑卸载导致的应力重分配对连接的影响。
5改进塑性铰法的验证
对改进塑性铰法精度的验证，一般推荐两种方法，一种是与塑性铰法的分析结果对比，一种是与设计规范的计算结果对比。文献[3,7,14-17,20,22,24]等的对比结果显示改进塑性铰法分析具有较高的精度，能够满足工程设计的要求，可以用于实际设计。
6结论和建议
塑性区法高级分析尚有待简化，比如使用包括梁柱单元的混合单元，才能普遍用于实际工程设计。改进塑性铰法作为一种可行的整体分析方法，已能够考虑二阶非线性、几何非线性、材料非线性、连接非线性等影响钢框架的强度和稳定的关键因素，有望成为钢框架工程设计的实用方法。
本文首先介绍了有关高级分析的一些基本情况，然后分别针对平面框架的平面内分析和平面外分析，详细介绍了改进塑性铰法对各种非线性问题的处理方法。文中还介绍了对梁、柱、压弯构件和二维钢框架结构非线性分析的现状。对构件的非弹性平面外屈曲，尤其是双向压弯构件的屈曲，研究并不充分，针对二维框架的非弹性研究也不多。此外，很少有人在高级分析中研究弱轴弯曲的问题。
改进塑性铰法用稳定函数法或有限元分析方程推导出单元刚度矩阵，考虑二阶效应的影响。对残余应力、几何缺陷和弯矩的影响等因素也采用近似的方法解决，并保持了较高的精度。用减小切线模量代替减小截面惯性矩近似残余应力造成的截面平面内承载能力削弱，用体现剩余弹性核特性的值(EIy)t、(EIw)t、(GJ)t代替平面外弹性刚度EIy、EIw和GJ，以有效刚度法体现所有材料非线性、残余应力和几何缺陷造成的平面外能力的削弱等等，这种近似解决的方法证明是可行的。
改进塑性铰法为了简化计算和分析，将一个构件用一个或者二三个单元分析。由于没有在截面上划分分区单元，很难考虑局部屈曲和截面翘曲这种需要详细分析截面各纤维受力状态的问题。对于影响结构强度的关键构件或连接，应当用塑性分配法。而要考虑非弹性侧向屈曲，包括局部屈曲和翘曲的塑性效应，必须改变现在使用的三参数塑性强度公式。一个可能的解决方法是在塑性分配法中使用壳单元，这种单元不但便于解决翼缘或腹板的局部屈曲，还能够很好的考虑构件的侧向扭转和翘曲效应。
严格意义上的空间钢框框架二阶弹塑性分析似乎还未出现。要真正在结构水平上分析钢框架在不同荷载水平下的行为和失效模式，需计及弯扭屈曲，解决具有双向弯曲和扭转并相互耦联的更为复杂的三维空间刚架的弹塑性稳定问题，还需要考虑结构的整体扭转、最不利的荷载组合、荷载相对剪心的距离以及各个构件最不利的几何缺陷形式等复杂问题。
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钢框架范文篇2
关键词：钢框架震害节点设计衬板
1．前言
1994年1月17日发生在美国加州圣费南多谷地的北岭地震（NorthridgeEarthquake）和正好一年后1995年1月17日发生在日本兵库县南部地区的阪神地震(Hyogoken-NanbuEarthquake)是两次陆域型强震，都导致了焊接钢框架梁-柱附性连接节点的广泛破坏。震后两国进行了大量的调查和研究，揭示了破坏的原因，在此基础上提出了改进钢框架节点设计的技术措施。两国在此期间都发表了不少论文，所作的讨论开拓了人们的眼界，提供了对钢框架的节点设计的更多了解，对今后钢框架节点设计有深远的影响。我们受中国建筑科学研究院抗震所委托，对有关资料进行了搜集、整理和归纳，现将其主要内容在此作一介绍。
2．美日两国钢框架节点的破坏情况
两国钢框架破坏情况的报导，主要集中在梁柱混合连接节点上，因此本文也以梁柱混合连接为主要对象。混合连接是一种现场连接，其中梁翼缘与柱用全熔透坡口对接焊缝连接，梁腹板通过连接板与柱用高强度螺栓连接。美国惯常采用焊接工字形柱，日本则广泛采用箱形柱，仅在一个方向组成刚架时采用工字形柱。在梁翼缘连接处，工字形柱腹板上要设置加劲肋(美国称为连续板)，在箱形柱中则要设置隔板。
美、日两国梁杠混合连接节点的典型构造。在节点设计上，两国都采用弯矩由翼缘连接承受和剪力由腹板连接承受的设计方法，美国还规定，当梁翼缘承受的弯矩小于截面总弯矩的70％或梁腹板承受的弯矩大于截面总弯矩的30％时，要将梁腹板与连接板的角部用角焊缝焊接。日本则规定腹板螺栓连接应按保有耐力即框架达到塑性阶段时的承载力设计，螺栓应设置2-3列，也是为了考虑腹板可能承受的的弯矩。梁翼缘处的柱加劲肋，美国过去根据传力的需要由计算确定，其截面较小。日本根据构造要求采用，其截面较大。
2.1美国北岭地震后对刚框架节点破坏的调查
从70年代以来，美国采用高强螺栓联接钢框架已很普遍，北岭地震后出现破坏的有100多幢[3](有的报导说90多幢[7]、150多幢[1]或200多幢[5])。为了弄清破坏的原因，北岭地震后不久，在美国联邦应急管理局(FEMA)资肋下，有加州结构工程协会(SEAOC)、应用技术研究会(ATC)和加州一些大学的地震工程研究单位(CU)等组成了被称为SAC和联合动机构，对此开展了深入调查和研究，以便弄清破坏原因和提出改进措施。
美国的钢框架梁-柱连接，在50年代多采用铆钉连接，60年代逐步改用高强度螺栓连接。为了评估栓焊混合连接的有效性，曾进行过一系列试验，这种由翼缘焊缝抗弯和腹板螺栓连接抗剪的节点，美国以前规定其塑性转角应达到O．015rad(≈1／65)，但大量试验表明，塑性转角的试验结果很离散，且出现了早期破坏，总的说来性能很不稳定。北岭地震前，德州大学教授Engelhardt就曾对这种连接在大震时的性能产生疑问，指出在大震时要密切注意，对它的的设计方法和连接构造要进行改进[7]。
北岭地震证实了这一疑虑，为此SAC通过柏克莱加州大学地震工程研究中心(EERC)等4个试验场地，进行了以了解震前节点的变形响应和修复性能为目的的足尺试验和改进后的节点试验。对北岭地震前通常做法的节点及破坏后重新修复节点的试验表明全部试验都观察到了与现场裂缝类似的早期裂缝，试验的特性曲线亦与以前的试验结果相同，梁的塑性转动能力平均为0.05弧度，是SAC经过研究后确定的目标值0．03弧度的1／6，说明北岭地震前钢框架节点连接性能很差，这与地震中的连接破坏是吻合的。而且破坏前没有看到或很少看到有延性表现，与设想能发展很大延性e6钢框架设计意图是违背的。焊接钢框架节点的破坏，主要发生在梁的下翼缘，而且一般是由焊缝根部萌生的脆性破坏裂纹引起的。裂纹扩展的途径是多样的，由焊根进入母材或热影响区。一旦翼缘坏了，由螺栓或焊缝连接的剪力连接板往往被拉开，沿连接线由下向上扩展。最具潜在危险的是由焊缝根部通过柱翼缘和腹板扩展的断裂裂缝。
从破坏的程度看，可见裂缝约占20-30％，大量的是用超声波探伤等方法才能发现的不可见裂纹。裂纹在上翼缘和下翼缘之间出现的比例为1：5-1：20，在焊缝和母材上出现的比例约为1：10到1：100。一般认为，混凝土楼板的组合作用减小了上翼缘的破坏，也有人认为上翼缘焊缝根部不象下翼缘那样位于梁的最外侧，因此焊根中引起的应力较低，减少了上翼缘破坏的概率[1]。
美国斯坦福大学Krawinkler教授对北岭地震中几种主要连接破坏形式作了归纳，由下翼缘焊缝根部开始出现的这样或那样的破坏，最多的是沿焊缝金属的边缘破坏，另有沿柱翼缘表面附近裂开的剥离破坏，也有沿腹板板切角端部开始的梁翼缘断裂破坏，或从柱翼缘穿透柱腹板的断裂破坏。
北岭地震虽然没有使钢框架房屋倒塌，也没有因钢框架节点破坏引起人身伤亡，但使业主和保险公司支付了大量的修复费用。仅就检查费用而言，不需挪动石棉时为每个节点800-1000美元，需挪动石棉时为每个节点1000-2000美元，对于有石膏抹灰和吊顶的高级住宅，每个节点达2000-5000美元，修复费用更高211。更重要的当然是对过去长期沿用的节点在抗震中的安全问题提出了疑问，必须认真研究和解决。
2．2日本贩神地震后对钢框架节点破坏的调查
阪神地震后，日本建设省建筑研究所成立了地震对策本部，组织了各方面人士多次参加的建筑应急危险度和震害的调查，民间有关团体也开展了各类领域的震害调查，但因钢结构相对于其它结构的震害较少，除新发现了钢柱脆断或柱脚拔起外，钢框架节点的破坏主要表现在扇形切角(scallop)工艺孔部位，但因结构体被内外装修所隐蔽，一般业主、设计或施工人员对此震害调查不太积极，对钢框架系统震害的调查遇到一定困难。仅管如此，日本学者还是就腹板切角工艺孔方面的问题进行了探索，如日本建筑学会结构连接委员会和钢材俱乐部等单位，专就工艺孔破坏状态等问题作了系统深入的研究。
日本对于混合连接的研究，早在1978年以后的石油危机中，就曾利用建筑处于低潮机会结合自屏蔽电弧焊的出现和应用，系统地开展过。进入90年代后，随着高层、超高层和大跨度钢结构建筑的增多，梁柱截面增大，若采用过去的梁悬臂段形式，由于运输尺寸上的限制，悬臂长度大致不能超过1m；另一方面，由于梁翼缘板厚增大，拼接螺栓增多，结果梁端至最近螺栓的距离只有500mm左右，截面受到很大削弱，对保证梁端塑性变形很不利。这样，在大型钢结构工程中，现在较多采用梁与柱的混合连接。图1是采用箱形柱时的混合连接示意图梁翼缘与箱形柱隔板直接焊接[7]。
日本在美国北岭地震前不久，曾对此种连接进行了试验研究，结果表明，梁端翼缘焊缝处的破坏几乎都是在梁下翼缘从扇形切角工艺孔端开始的，没有看到象在美国试验中和地震中出现的沿焊缝金属及其边缘破坏的情况，通过试验和版神地震观察到的梁端工艺孔处的裂缝发展情况。
日本钢材俱乐部研究了扇形切角工艺孔带衬板及底部有焊缝的两种节点试验。
美、日两国钢框架在地震中的梁柱节点破坏形式是有区别的，北岭地震中的裂缝多向柱段范围扩展，而阪神地震中的裂缝则多向梁段范围发展。对两国节点破坏情况的这种差异与其与构造差异的关系，还有待进一步探讨。
3．节点破坏原因与分析
北岭地震后，美日两国学者就节点破坏原因，通过现场调查、室内试验和现场检验，进行了结构响应分析、有限元分析、断裂力学分析等，还作了很多补充试验，结合震前研究，对节点破坏原因提出了一些看法。首先认为节点破坏与加劲板、补强板腹板附加焊缝等的变动，并没有什么直接关系，也并不是仅由设计或施工不良所能说明的，而是应从节点本身存在根本性缺陷方面去找原因。有以下几方面因素，被认为是决定和和影响节点性能而导致了破坏。
3．1焊缝金属冲击韧性低[3]
美国北岭地震前，焊缝多采用E70T-4或E70T-7自屏蔽药芯焊条施焊，这种焊条提供的最小抗拉强度480MPa，恰帕冲击韧性无规定，试验室试件和从实际破坏的结构中取出的连接试件在室温下的试验表明，其冲击韧性往往只有10-15J，这样低的冲击韧性使得连接很易产生脆性破坏，成为引发节点破坏的重要因素。在北岭地震后不久所作的大型验证性试验，对焊缝进行十分仔细的操作，做到了确保焊接质量，排除了焊接操作产生的影响。焊缝采用E70T-4型低韧性焊条，尽管焊接操作的质量很高，连接还是出现了早期破坏，从而证明了焊接缝金属冲击韧性低,是焊接破坏的因素之一。
3．2焊缝存在的缺陷[3]
对破坏的连接所作调查表明，焊接质量往往很差，很多缺陷可以看出明显违背了规范规定的焊接质量要求，不但焊接操作有问题，焊缝检查也有问题。很多缺陷说明，裂缝萌生在下翼缘焊缝中腹板的焊条通过孔附近，该处的下翼缘焊缝是中断的，使缺陷更为明显。该部位进行超声波检查也比较困难，因为梁腹板妨碍探头的设置。因此，主要的连接焊缝中由于施焊困难和探伤困难出现了质量极差的部位。上冀缘焊缝的施焊和探伤不存在梁腹板妨碍的问题，因此可以认为是上翼缘焊缝破坏较少的原因之一。
3．3坡口焊缝处的衬板和引弧板造成人工缝[4]
实际工程中，往往焊接后将焊接衬板留在原处，这种做法已经表明，对连接的破坏具有重要影响。在加州大学进行的试验表明，衬板与柱翼缘之间形成一条未熔化的垂直界面，相当于一条人工缝，在梁翼缘的拉力作用下会使该裂缝扩大，引起脆性破坏。其它人员的研究也得出相同结果。
1995年加州大学Popov等所作的试验，再现了节点的脆性破坏，破裂的速度很高，事前并无延性表现，因此破坏是灾难性的。研究指出,受拉时切口部位应力最大，破坏是三轴应力引起的，表现为脆性破坏，外观无屈服。他们还通过有限元模拟计算，得出最大应力集中系数出现在梁缘焊接衬板连接处中部，破坏时裂缝将从应力集中系数最大的地方开始,此一结论已为试验所证实。研究表明：大多数节点破坏都起源于下部衬板处。引弧板同样也会引发裂缝。
3.4梁翼缘坡口焊缝出现的超应力[3]
北岭地震后对震前节点进行的分析表明，当梁发展到塑性弯矩时,梁下翼缘坡口焊缝处会出现超高应力。超应力的出现因素有：当螺栓连接的腹板不足以参加弯矩传递时，柱翼缘受弯导致梁翼缘中段存在着较大的集中应力；在供焊条通过的焊接工艺孔处，存着附加集中应力；据观察，有一大部分剪力实际是由翼缘焊缝传递，而不是象通常设计假设的那样由腹板的连接传递。梁翼缘坡口焊缝的应力很高，很可能对节点破坏起了不利影响。Popov[4]采用8节点块体单元有限元模拟分析发现，节点应力分布的最高应力点，是在梁的翼缘焊缝处和节点板域，节点板域的屈服从中心开始，然后向四周扩散。岭前进行的大量试验表明,当焊缝不出现裂纹时，节点受力情况也常常不能满足坡口焊缝近处梁翼缘母材不出现超应力的要求。日本利用震前带有工艺孔的节点，在试验荷载下由应变仪测得的工艺孔端点翼缘内外的应变分布，应变集中倾向出现在翼缘外侧端部，内侧则在工艺孔端部，最大应变发生在工艺孔端点位置上.应变集中的原因,不仅大于工艺孔造成的不连续性，还在于工艺孔部分梁腹板负担的一部分剪力由翼缘去承担了，使翼缘和柱隔板上产生了二阶弯曲应力。这些试验与分析均指出，今后对节点性能的改进，不仅应改善焊缝，而且还应降低梁翼缘坡口焊缝处的应力水平。
3．5其它因素[3]
有很多其它因素也被认为对节点破坏产生潜在影响，包括：梁的屈服应力比规定的最小值高出很多；柱翼缘板在厚度方向的抗拉强度和延性不确定；柱节点域过大的剪切屈服和变形产生不利影响；组合楼板产生负面影响。这些影响因素可能还需要一定时间进行争论,才能弄清楚。
4．改进节点设计的途径
4．1将塑性铰的位置外移[2][3][4]
在北岭地震之前，美国UBC和NEHRP两本法规对节点设计的规定，都是根据在柱面产生塑性铰的假定提出的。由于在北岭地震中发现梁在柱面并没有产生塑性变性，却出现了裂缝。切口处的破坏是由三轴应力引起的，从而导致了脆性破坏。过去采用的焊接钢框架节点标准构造，不能提供可靠的非弹性变形。试验表明，其节点转动能力不超过O．005rad，大大小于SAC建议的最小塑性转动能力0．03rad。另一方面，从受力情况看，塑性铰出现在柱面附近的梁上，还可能在柱翼缘的材料中引起很大的厚度方向应变，并对焊缝金属及其周围的热影响区提出较高的塑性变形要求，这些情况也可能导致脆性破坏。因此，为了取得可靠的性能，最好还是将梁柱连接在构造上使塑性铰外移。将塑性位置从柱面外移有两种方法，一种是将节点部位局部加强，一种是在离开柱面一定距离处将梁截面局部削弱。钢梁中的塑性铰典型长度约为梁高的一半，当对节点局部加强时，可取塑性铰位置为距加强部分的边缘处梁高的1／3。节点局部加强固然也可使塑性铰外移，但应十分注意不要因此出现弱柱，有背强柱弱梁的原则。
也有一部分专业技术人员认为，在构造上采取某些措施仍可使塑性铰出现在柱面附近，这些措施包括限制构件的截面，控制梁柱钢材的有关强度，使母材和焊缝金属有足够的冲击韧性，在节点构件上消除缺口效应等。但是由于没有足够的研究来肯定这些建议，使得这种建议在美国迟迟未能落实。而将塑性铰自柱面外移的建议，试验已表明是可行的和行之有效的。目前，美国对节点局部加强及梁截面减弱，都已提出了若干构造方案。实际上，将梁截面减弱使塑性铰外移的方法，早在北岭地震以前即有学者提出过，北岭地震后又作了研究，在技术上己较成熟[4]，从近期在美国盐湖城建造的25层办公楼中采用的犬骨式(dog-bone)连接，就可以看到它的构造细节。目前，美国虽未提出今后在抗震框架中推荐采用何种节点形式，但从实际情况看，上述犬骨式连接已成为主导形式[3]。因它制作方便、省工，由美国公司设计的我国天津国贸大厦钢框架中也已采用了这种节点形式。
日本阪神地震后，没有象美国采用将塑性铰外移的方案。日本1996年发表的《钢结构工程技术指针》和1997年发表的《钢结构技术指针》JASS6等，仅提出了钢框架梁柱连接节点的构造改进形式，对节点构造特别是扇形切角工艺孔作了不少规定，目的也是消除可能出现的裂缝，保证结构的非弹性变形。也就是说，日本与美国分别采用了不同的避免脆性破坏的途径。
4.2梁冀缘焊缝衬板缺口效应的处理[11][6]
在北岭地震前，美国钢框架节点施工中，通常将衬板和引弧板焊接后留在原处，这种做法，如前所述存在缺口效应，会导致开裂，现在则在焊后将下翼缘的衬板和引弧板割除，同时对焊缝进行检查[11]。正如前面曾指出的，在下翼缘的焊缝中部由于焊条通过切角困难，焊接和探伤操作都要被迫中断，通常存在缺陷，割除衬板后可以目视观察，从而减少在此部位不易查看到的裂纹。衬板和引弧板可用气刨割除后再清根补焊，但费用较高，操作不慎还可能伤及母材。研究表明，衬板也可不去除，而将衬板底面边缘与柱焊接，缺点是无法象去除衬板后能对焊缝进行仔细检查。
由于上翼缘焊缝处衬板的缺口效应不严重，而且它对焊接和超探也没有妨碍，出于费用考虑，割除上翼缘衬板可能不合算，如果将上翼缘衬板边缘用焊缝封闭，试验表明并无利影响，因此美国现时做法是上翼缘衬板仍然保留并用焊缝封口。
坡口焊缝的引弧板，在上下翼缘处通常都切除，因为引弧和灭弧处通常都有很多缺用气切切除后还需打磨，才能消除潜在的裂缝源。
在消除衬板的缺口效应方面，日本是非常重视的。在阪神地震后发表的技术规定中,对采用H型钢梁、组合梁，以及采用组合梁时梁预先焊接或与衬板同时装配，不论是否切角，均采用衬板，对其构造包括引弧板，分别作了详细规定。
4．3扇形切角构造的改进[8][9]
在日本阪神大地震中，由于扇形切角工艺孔的端部起点存在产生裂缝的危险，是否设置形切角以及如何设置，已成为关系到抗震安全的一项重要问题。日本震后发表的技术规范中，对扇形切角的设置也提出一系列规定，包括不开扇形切角和开扇形切角两大类，并规定扇形切角可采用不同形状；对于柱贯通形和梁贯通形节点分别规定了不同的构造形式。柱贯通型节点的扇形切角形式有两种，其特点是将扇形切角端部与梁翼缘连接处圆弧半径减小，以便减少应力集中。日本早就研究不设扇形切角以提高梁变形能力的方案，在最近公布的技术规定中，根据目前的焊接技术水平已将此种方案付诸实施[8][9]。
4．4选用有较高冲击韧性的焊缝[2][6]
如前所述，焊缝冲击韧性不足会引起节点破坏。那么焊缝究竟要有多大的冲击韧性才能防止裂纹出现呢?美国提出，焊缝的恰帕冲击韧性(CVN)最小值取-29℃时27J(相当于-200F时20ft-1bs)是合适的，可以发展成为事实上的标准。在最近美国的实际工程中，采用E71T-8型和E70TG-K2型焊条的普通手工焊电弧焊已表明焊缝最小冲击韧性可满足上述要求，而采用E7018型药芯焊条的''''贴紧焊''''焊缝冲击韧性值更高，但都必须按AWS规定的焊接和探伤方法操作。
4．5将梁腹板与柱焊接[3]
美国SAC在采用犬骨式连接时建议：将以往的腹板栓接改为焊接，用全熔透坡口焊缝将梁腹板直接焊在柱上或通过较厚连接板焊接。在北岭地震前，就已有很多研究指出腹板焊接比栓接性能好，它能更好地传力，从而减小梁冀缘和翼缘坡口焊缝的应力。日本在阪神地震前的研究也已指出，梁端腹板用高强度螺栓连接时，与焊接相比抗弯能力变小，塑性变形能力有明显差异，但在日本新规定中尚未看到与美国提出的相类似的要求。
5.美、日节点构造的比较、根据美、日钢框架梁-柱节点构造及震后的改进情况，可以看到下列差异：
1)美国认为梁端不能产生塑性变形，采取了将塑性铰外移的基本对策，提出将节点局部加强或将梁局部削弱的方法，虽然目前尚无定论，但从实际发展情况看，因削弱梁截面的方法省工、效果好，已在某些工程中采用。但日本却没有采用将塑性铰外移的方法，而是采取在原构造的基础上消除裂缝的病灶的方法。
2)两国都注意到了梁翼缘坡口焊缝的焊接衬板边缘存在的缺口效应所带来的严重后果，在北岭地震和阪神地震后都采取了相应对策。美国SAC建议，下翼缘焊缝的衬板宜割除，然后清根补焊；考虑上翼缘焊缝缺陷一般较少，受力条件较有利以及费用等原因，可对衬边缘用焊缝封闭。而日本则对H型钢梁和焊接组合梁(包括梁先焊好和梁与衬板同时装配两种情况)以及节点为柱贯通型或梁贯通型时衬板的设置，作了详细规定。
3)美国在梁腹板端部衬板通过处采用矩形切角(端部呈半圆形)，而不象日本采用圆弧形切角，由于腹板受弯矩较大时将连接板与腹板焊接，从有关震害情况报导看，没有发现这种形式的切角引发多少裂缝。日本为消除梁端扇形切角端部的应力集中，作出一系列规定，包括不作扇形切角、梁腹板用直线切剖不设扇形切角的方法以及允许采用不同形式的切角等，如在与梁翼缘连接处将曲率半径变小和采用类似美国采用的切角形式。
4)美日两国都规定，节点按翼缘连接受弯矩和腹板连接受剪力的要求设计。美国附加规定了当梁翼缘的受弯承载力小于截面受弯承载力的70％或梁腹板受弯承载力大于截面受弯承载力的30％时，在柱连接板角部应将梁腹板与连接板焊接。日本过去在梁端混合连接中，采用弯矩由翼缘连接承受，剪力由腹板连接承受的设计方法，螺栓一般配置一列。在94年的文献[5]中指出，"现在该处的连接必需满足保有耐力连接的条件，考虑腹板高强螺栓连接也要部分地承受弯矩，要求布置2列到3列，与以前的连接相比，抗弯承载力储备提高了，这是结构设计上的一个特点。"这些都是北岭和阪神地震前的情况，震后基本上没有改变。只是北岭地震后，美国建议将梁腹板直接与柱焊接或与连接板焊接，以便减小梁翼缘焊缝处的焊缝应力，日本则尚无此规定。
5)与梁翼缘对应位置的柱加劲肋(美国叫做连续板)，日本一贯规定应比对应的梁翼缘厚度大一级，认为这是关键部位，为此多用一点材料是很值得的。美国过去根据传递梁翼缘压力的需要确定，考虑一部分内力由柱腹板直接传递，加劲肋厚度显著小于梁翼缘厚度。而且曾有一些设计规定，例如可取厚度等于梁翼缘厚度的一半。有的文献认为，太厚了可能产生较大残余应力，最好用试验确定。北岭地震中，有些加劲肋屈曲了，有的学者己提出改为与梁翼缘等厚的建议。
6)美国强调焊缝冲击韧性的重要性，规定了节点翼缘焊缝的冲击韧性指标，严格焊接工艺的探伤要求。日本一贯重视焊接质量，还没有看到在这方面有什么新的规定。
7)美国认为，钢材屈服点高出标准值较多是钢框架震害的重要原因之一，这也许在美国特别突出。美国钢材屈服点超过标准值很多，过去就有报导，如低碳钢A36的屈服强度可高达48ksi，抗拉强度可高达701Csi，它使连接实际要求的承载力大大提高，当按设计不能满足时，就要出现破坏。根据美国型钢生产商研究会所作调查和建议，AISC于97年规定将框架连接计算中的强度增大系数由过去的1.2提高到1.5(对A36)和1.3(对A572)，其它钢号仍保留1.2，强柱弱梁条件式中柱的抗弯承载力也作了相应提高。
6．我国采取的对策
我国早期的高层建筑钢结构基本上都是国外设计的，我国的设计施工规程是在学习国外先进技术的基础上制订的。由于日本设计的我国高层钢结构建筑较多，我国的设计、制作和安装人员对日本的钢结构构造方法比较熟悉，设计规定特别是节点设计，大部分是参照日本规定适当考虑我国特点制订的，部分规定吸收了美国的经验。美国北岭地震和日本阪神地震后所发表的报导，对我们有很大启示，在我国抗震规范中对高层钢结构的节点设计拟提出如下建议：
1)将梁截面局部削弱，可以确保塑性铰外移，这种构造具有优越的抗震性能。根据美国报导，梁翼缘削弱后可将受弯承载力降至0．8Mp，因钢材用量要增多，结合我国情况作为主要形式推广将难以接受，可将此方案列入了条文说明，必要时可参考采用。
2)参考日本新规定，将混合连接上端扇形切角的上部圆弧半径改为10-15mm，与半径35mm的切角相接；同时，规定圆弧起点与衬板外侧焊缝间保持10-15mm的间隔，以减小焊接热影响区的相互影响。至于日本采用的不开切角以及直通式不设切角的构造，因为我们没有经验，不敢贸然采用，有持今后对其性能进行验证后再作取舍。
3)在消除衬板的缺口效应方面，考虑割除衬板弄得不好会伤及母材，且费用较高，故采用角焊缝封闭衬板边缘的方法。上翼缘衬板影响较小，暂不作处理。下翼缘衬板边缘建议用6mm角焊缝沿下翼缘全宽封闭。因仰焊施工不便，角焊缝最多只能做到6mm；为了更好地消除缺口效应，应要求焊沿翼缘全宽满焊。
4)在翼缘焊接腹板栓接的混合连接中，按照弯矩仅由翼缘连接承受和剪力仅由腹板连接承受的原则设计时，在某些情况下是不安全的，因为当腹板的截面模量较大时，腹板要承受一部分弯矩。抗震规范修订草案除规定腹板螺栓连接应能承受梁端屈服时的剪力外，还规定当梁翼缘截面模量小于梁截面模量70％时，腹板螺栓不得少于2列，每列的螺栓数不得少于采用一列时的数量。
5)我国在梁翼缘对应位置设置的柱加劲肋，从一开始就注意到了日本的经验，规定了与梁翼缘等厚，北岭地震表明这样规定是适合的。
6)翼缘焊缝的冲击韧性要满足-30℃时27J的要求，这种试验我国过去没有做过，对于我国钢结构制作单位是否可以做到，需待调查后再确定是否列入。
这时要附带说明，美国SAC的有关规定是适用于美国3、4类地区，大体相当于7度强、8、9度地区，我国6度地区可适当放宽。
参考文献
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10.吴志超，框架梁刚性连接焊接节点，钢结构，1997，3
钢框架范文篇3
关键词：混合结构结构设计钢框架
一.概况
广州远洋公寓大厦是远洋宾馆新建的一栋兼汽车库、办公公寓为一体的高层建筑。地上30层，地下3层，建筑面积20000M2，总高度为103m，标准层层高3.20m,地上1~10层为可以停放200辆汽车的立体汽车库，11层以上为公寓，顶部有餐饮及娱乐设施。建筑外形与二十年前建造的远洋宾馆互相呼应成为一体。
由于远洋公寓大厦建地窄小，地处交通要道，混凝土结构施工很不方便。同时，为了提高建筑面积的使用率，增强抗震性能，加快建造周期，由开始的混凝土结构方案改为钢框架——钢筋混凝土剪力墙方案。按照这个方案已于2000年底封顶，成为广州市第一栋高层钢结构，也是国内迄今最高的钢结构住宅建筑。
二.结构方案的选取
1.钢框架——钢筋混凝土剪力墙混合结构。由于原来是钢筋混凝土结构，保留了钢筋混凝土剪力墙，这种结构形式的优点是较全钢结构造价低，楼电梯的墙既是承载又是分割墙；缺点是施工复杂，尤其是由于本工程的建筑平面特点混凝土墙不能先于钢结构施工，影响钢结构的进度。本文第三节将说明解决途径。
在原混凝土结构的结构布局条件下，利用钢结构大柱网的特点，将1、3、4轴上的四排柱改为三排柱，1/4轴上仅保留G轴上一个柱，减少了柱子，减小了柱截面，发挥了钢结构的优势，为租售楼创造了有利的条件。
2.钢框架——支撑体系的纯钢结构方案：这个方案也可以较好地满足建筑平面的要求。结构优点是自重轻、地震作用小、减小了钢——混凝土剪力墙结构平面的刚度偏心影响，有较好的延性。缺点是较钢——混凝土混合结构造价高。经过竣工后的实际比较，为了使钢——混凝土混合结构施工合理，采用本文第三节方案后，实际用钢量与纯钢结构已相差很少。
三.钢骨混凝土剪力墙的采用：
1.为什么本工程中采用钢骨混凝土剪力墙：
1)合理的施工流水作业，加快工期。本工程建筑平面中剪力墙未形成独立的筒形结构，不可能先行施工，国内很多钢——混凝土混合结构是筒中筒结构，筒体可以先于钢结构6~10层浇注混凝土墙体，而后安装钢结构。如果本工程采用一般混凝土剪力墙，钢结构与墙各层需同步施工，必然影响钢结构的进度，失去了钢结构快的优势。因此，本工程在混凝土剪力墙中设置钢柱梁及斜撑，组成临时稳定的结构，与钢框架同时安装形成整体框架——支撑结构，安装之后逐层浇注钢筋混凝土墙。这样安装钢结构与混凝土作业分别进行，相互没有影响。
2)钢——混凝土混合结构在施工中由于钢梁的安装误差与混凝土墙的施工误差相差近十倍，由于混凝土墙的偏斜经常发生钢梁很难就位的情况。在本工程中于墙内设置钢骨后，与钢梁连接的预埋件和墙内钢骨柱相连，可以控制钢结构误差之内使钢梁准确的就位，不会再发生钢梁难安装的问题。
3)本工程十层以下为停车库，由于需满足200辆车位，面积很紧张，按照车辆布局要求，1轴剪力墙不可能上下贯通，需结构作局部转换，上部墙内的钢骨在下部形成钢骨混凝土柱作为支承构件之一，较好的满足上下转换结构的要求。
4）钢骨的设置使钢骨混凝土剪力墙提高了承载能力及延性。经计算，增加钢骨柱可以减小混凝土截面及竖向钢筋，提高墙体抗压弯的承载能力。
2．钢骨混凝土剪力墙的构造及施工：
钢骨设置于墙端及转角处，在外接钢框架梁处挑出钢牛腿并连接预埋件，上边再焊接连接板与钢框架梁腹板用高强度螺栓相连。
由于墙内钢骨柱及梁较小，作为临时支撑结构，在该状态下按6层钢框架——支撑结构承受风及常规荷载计算，可以满足侧向位移限值要求。因此，在施工时要求安装钢结构与浇注灌混凝土相差不得超过6层。
实践证明，在施工中设钢骨混凝土墙做法达到了预期效果。由于墙内设置钢骨，用钢骨增加约15kg/M2。
四．结构分析及钢结构设计：
1．结构分析：
本工程为一般钢——混凝土混合结构，设有很特殊之处，使用了SATWE及美国ETABS软件计算分析，风荷载取值：基本风压0.5km/M2,风载系数1.4，由于周边高层建筑较多，风荷按增大1.3倍计算，地震设防为7度，Ⅱ类场地上，地震作用各系数按混凝土结构取值。
经计算结构主要特征如下：
结构自振周期；Tx=2.95秒Ty=3.13秒
风载作用下结构侧向位移：
2.钢结构设计
1）钢构件：地下一层框架柱、梁为钢骨混凝土结构，其中钢骨与一层柱截面相同，钢框架柱为焊接箱型截面，梁为焊接H型截面，停车库夹层次结构均为焊接H型钢梁柱。最大钢柱为□550Χ550Χ25，由于层荷载较大，最大梁截面为H600Χ250Χ12Χ25,柱、梁采用的最厚钢板为25mm,剪力墙厚度：地下三层至十一层为600mm,十二层至二十四层为500mm，二十四层以上为400mm。混凝土标号分别为C40，C35，C30。楼板为压型钢板作模板上浇钢筋混凝土。
2）钢材全部采用国产钢材，框架柱梁用Q345B级，次梁及次要构件可用Q235B级。
3）节点连接形式：考虑制作及现场施工简便，采用简易常用的连接方式。柱梁刚接时，翼缘剖口焊、腹板用高强螺栓连接；铰接时，腹板用高强螺栓与柱连接。墙内钢骨柱与主梁连接均为铰接。
4）设计用钢量：主框架为1480t,墙内钢骨为310t，平均用钢量：主框架结构70.5kg/M2墙内钢骨为14.7kg/M2
五.小议
1．工程为一般高层建筑结构，结构计算分析方面设有明显的特点。由于建筑平面决定，剪力墙较强，因此基本上是由剪力墙承受水平力。结构的变形性能有明显的剪力墙结构特点。钢框架主要承受垂直荷载。不起担负第二道防线的作用。因此，设计中保证剪力墙的较好抗震性能是非常重要。
2．建筑高宽比为6，正好为限值，层面积较小，剪力墙偏心，平面及竖向的形状对抗震不利，如果采用纯钢结构的钢框架——支撑体系对加强抗震性能更为有利。
3．本工程相对于结构计算分析来说，结构的构造、连接节点、焊接质量及材料的选取更为重要。是保证结构安全、施工质量进度的重要环节。本工程在设计中对这些方面给予了充分的重视，均采取了相应的措施。
钢框架范文篇4
1工程概况
原建筑为钢筋混凝土框架-剪力墙结构，地上10层，地下1层，主屋面至室外地面高40m。中柱截面600×600，边柱400×800，剪力墙厚度200，混凝土强度层4及以下为C40，层4以上为C30，梁、柱主筋为HRB335级，其余钢筋为HPB235级。运营至今，经现场检测鉴定［1］，土建和设备情况良好。原设计执行的是74版规范［2］，手工计算，改造设计依据的是08版抗震规范［3］，采用SATWE和MIDAS两种软件，新老设计的主要参数见表1。为适应市场要求，业主要求在层10屋面以上增加设备及办公层，并将原层4室外平台及游泳池采用玻璃幕墙和轻钢屋面围合，形成共享空间，改造后的结构平面和剖面见图1。新增的26m高钢桁架支承体系和48m跨度的网架屋盖，与新增的钢框架结构连成一体共同工作，受力非常复杂，施工条件异常苛刻。目前该项目已顺利完成，投入正常使用，效果非常好。
2概念设计及相关参数
为尽量减小对既有建筑的影响，加层改造设计中必须严格控制结构的自重［4］。本工程拆除了不需要的屋面设备及附属结构、室外游泳池及装修、屋面装修层。新增结构及装修严格控制自重，经核算，原结构与加层后结构质量分别为30660，33215t，改造后的结构自重仅仅略有增加，增加率为8.3%。增加的自重主要通过新增的幕墙桁架(图2)直接传递至层4室外平台。原结构按照74版规范［2］设计，第1阶振型为扭转，不满足高规［5］的要求。在建筑两侧缺口内新增的电梯井井壁处增设钢支撑后，结构第1阶振型变为平动，第3阶振型为扭转，周期比0.840，满足高规［5］的要求，新增结构有效改善了扭转对原结构的不利影响。改造前后的自振周期见表2。对改造前后的基底剪力(表3)进行对比，层改造后结构基底剪力X向增大0.43%，Y向增大3.16%，剪重比满足高规［5］要求。整体分析得到的位移值见表3，新增钢结构的抗侧刚度比原结构小，最大水平位移和层间位移均满足高规［5］要求。从以上对比可以看出，新增结构可以满足高规［5］的要求，对原结构的影响较小，将原结构局部不满足要求的构件加固后，原结构可以承受新增结构传来的荷载，加层改造方案可行。
3加层结构体系及传力路径
原结构为框架-剪力墙结构，为使新增结构的受力特性尽量与原结构接近，加层部分采用带支撑的钢框架结构。框架梁柱均采用热轧H型钢，钢梁为HN350×175×7×11，钢柱为HW300×300×10×15。钢框架主要负责将竖向荷载直接传递至原混凝土框架柱顶，加层部分的水平作用通过楼板、面内支撑等平面构件传递至钢支撑，钢支撑将水平作用直接传递至中部及两侧的混凝土剪力墙。剪力墙上钢支撑布置见图1(a)中阴影区域。如图1(b)所示，围合室外天井的幕墙结构和网架屋面受力比较复杂，是需要重点解决的设计难点。半圆形的网架屋面沿圆弧一侧铰支于新增的钢框架柱上(点A)，沿立面幕墙一侧铰支于幕墙的钢桁架上(点B)。钢桁架将屋面及幕墙荷载传递至层4的混凝土柱上(点D)，建成后效果见图2。屋面采用网架结构，既能将竖向力可靠传递至周边的支座，又能利用剪力墙、钢支撑刚度大的特点，将水平作用可靠传递至这些构件。通过合理的节点构造，将钢框架、玻璃桁架和屋面网架连成一个整体，主要受力构件直接固定在剪力墙上，形成了可靠的受力体系，传力路径明确，受力合理。
4加层后结构的地震作用分析
原结构为钢筋混凝土框架-抗震墙结构，加层改造后结构变为钢-混凝土混合体系，属于非比例阻尼结构系统，其整体阻尼比的确定是计算地震分析中的关键问题［6］。目前主要有3种方法确定轻钢加层结构的整体阻尼比:1)直接采用下部结构原有阻尼比0.05，忽略轻钢加层部分对整体结构阻尼比的影响;2)以钢和混凝土结构各自的刚度为权重算出的整体结构折算阻尼比;3)采用非比例阻尼，将结构的阻尼矩阵表示为质量矩阵和刚度矩阵的线性组合，该方法精度较高。采用上述3种方法对地震作用进行了分析，结果见表4。分析中混凝土结构的阻尼比取0.05，钢结构的阻尼比取0.02，按照刚度推算，折算阻尼比为0.04，非比例阻尼由程序根据两种结构的阻尼比计算得到。以上分析结果表明:按照非比例阻尼分析，加层改造后结构的阻尼比在0.04～0.05之间，与混凝土结构的阻尼比比较接近。如果程序无法考虑非比例阻尼，可近似取0.04为折算阻尼比，结果偏安全。
5关键节点设计
新增结构构件与原混凝土结构连接的可靠性，对改造工程的安全性至关重要，需要针对新、老结构的受力特点重点设计［7］。新加钢结构的水平作用主要通过钢支撑传递至下部混凝土剪力墙，二者间的连接应当保证在相邻构件都接近破坏时仍能够可靠传力。为实现这一设计目标，采用了新、老结构间增加现浇卧梁的做法，如图3所示。卧梁与原结构剪力墙顶部有足够大的接触面，采取了周边设抗剪槽口、界面凿毛并涂界面处理剂、植短钢筋等多种界面处理技术，确保与原结构的可靠连接。新增钢结构由加层框架、立面幕墙、网架屋面三个部分构成，图1(b)中幕墙桁架上点D铰支在框架柱顶，可承受全部的竖向荷载;点C搁置在大框架梁上，可通过变形释放网架的温度应力，为极端情况下的备用支座;网架上点A支承在钢牛腿上，网架竖向荷载偏心弯矩可平衡部分内跨钢梁的负弯矩，减小钢柱的弯矩。半圆形网架屋面与加层框架和立面幕墙间的固定铰是将新增结构连成整体的关键节点，该节点不但要传递竖向荷载，还要将各部分的水平作用互相传递，因此在网架平板支座上增加了水平加劲肋保证水平力传递更为顺畅，如图4所示。
6结论
(1)将室外庭院围合成大的共享空间，会大大改善既有建筑的使用功能，获得非常好的经济和社会效益。
(2)围合室外庭院会导致建筑的质心和刚心偏移，可通过增加钢支撑等抗侧构件调整质量和刚度的分布，改善结构抵抗水平作用的能力。
钢框架范文篇5
关键词：超高层智能大楼节点域MST组合梁
一、概况
高层钢结构建筑在国外已有110多年的历史，1883年最早一幢钢结构高层建筑在美国芝加哥拔地而起，到了二次世界大战后由于地价的上涨和人口的迅速增长，以及对高层及超高层建筑的结构体系的研究日趋完善、计算技术的发展和施工技术水平的不断提高，使高层和超高层建筑迅猛发展。钢筋混凝土结构在超高层建筑中由于自重大，柱子所占的建筑面积比率越来越大，在超高层建筑中采用钢筋混凝土结构受到质疑；同时高强度钢材应运而生，在超高层建筑中采用部分钢结构或全钢结构的理论研究与设计建造可说是同步前进。
超高层建筑的发展体现了发达国家的建筑科技水平、材料工业水平和综合技术水平，也是建设部门财力雄厚的象征。
我国的高层与超高层钢结构建筑自改革开放以来已有20年的历史，并在设计和施工中积累了不少经验，已有我国自行编制的《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99-98。
二、高层及超高层结构体系
对于高层及超高层建筑的划分，建筑设计规范、建筑抗震设计规范、建筑防火设计规范没有一个统一规定，一般认为建筑总高度超过24m为高层建筑，建筑总高度超过60m为超高层建筑。
对于结构设计来讲，按照建筑使用功能的要求、建筑高度的不同以及拟建场地的抗震设防烈度以经济、合理、安全、可靠的设计原则，选择相应的结构体系，一般分为六大类：框架结构体系、剪力墙结构体系、框架—剪力墙结构体系、框—筒结构体系、筒中筒结构体系、束筒结构体系。
高层和超高层建筑在结构设计中除采用钢筋混凝土结构（代号RC）外，还采用型钢混凝土结构（代号SRC），钢管混凝土结构（代号CFS）和全钢结构（代号S或SS）。
>东南科技研发中心，建筑高度100m，柱网为8.4m，抗震设防烈度为6度，采用框架—剪力墙或框—筒结构体系较为经济合理，这种结构体系的剪力墙或筒体是很好的抗侧力构件，常常承担了大部分的风载和地震荷载产生的水平侧力，总体刚度大，侧移小，且满足玻璃幕墙的外装饰要求。
三、材料的选用
钢结构有很多优点，但其缺点是导热系数大，耐火性差。随着冶金技术的提高，耐火钢的研究成功并投入生产，为钢结构的进一步发展创造了条件。
目前宝钢投入生产的有B400RNQ和B490RNQ两种型号的耐火钢，其物理力学指标、化学性能及抗冲击韧性和可焊性，都能达到结构钢的要求。普通钢材当达到600℃的高温时已完全丧失承载能力，宝钢生产的这两个品种钢材当达到600℃时其屈服强度还有150～220Mpa。
一般高层和超高层建筑当采用框—剪、框—筒结构体系时的经济性统计为：钢结构造价=钢材费用（约占40%）+制作安装费用（约占30%）+防火涂料费用（约占30%），防火涂料所占总造价的比重较大。如果使用高强度耐火钢虽价格略有上升，但防火涂料价格有较大幅度下降，可望部分抵消由此带来的成本上升，而且可靠度及安全性有了一定的保障。
四、制作与安装
(一)统一测量仪器和钢尺量具
建造一幢超高层大楼，涉及到土建、钢结构、玻璃幕墙和各类设备的安装，使用的测量仪器和使用的钢尺必须由国家法定的同一计量部门由同一标准鉴定。
高层、超高层建筑施工周期较长，尚需定期对测量仪器和钢尺量具进行定期校验以保证建筑物各项指标符合规定的指标。
一般以土建部门的测量仪器和钢尺量具为准。
(二)定位轴线、标高和地脚螺栓
钢柱的定位轴线可根据场地的宽窄，在建筑物外部或内部设置控制轴线。本工程高度在100m，设置二个控制桩，以供架设经纬仪或激光仪控制桩的位置，要求以能满足通视、可视为原则。
钢柱的长度以满足起重量的大小和运输的可能性，一般为2～3层为一节，对每一节柱子安装不得使用下一节柱子的定位轴线，应从地面控制轴线引到高空，以保证每节柱子安装正确无误，避免产生累积误差。
柱脚与钢筋混凝土基础的连接，一般采用埋入式刚性柱脚，地脚螺栓是在安装就位第一节钢柱时，控制平面尺寸和标高的临时固定措施。
(三)钢柱的制作与安装
钢柱是高层、超高层建筑决定层高和建筑总高度的主要竖向构件，在加工制造中必须满足现行规范的验收标准。
100m高的超高层钢柱一般分为8～12节构件，钢柱在翻样下料制作过程中应考虑焊缝的收缩变形和竖向荷载作用下引起的压缩变形，所以钢柱的翻样下料长度不等于设计长度，即使只有几毫米也不能忽略不计。而且上下两节钢柱截面完全相等时也不允许互换，要求对每节钢柱应编号予以区别，正确安装就位。
矩形或方形钢柱内的加劲板的焊接应按现行规范要求采用熔嘴电渣焊，不允许采用其他如在箱板上开孔、槽塞焊等形式。
钢柱标高的控制一般有二种方式：
1.按相对标高制作安装。钢柱的长度误差不得超过3mm，不考虑焊缝收缩变形和竖向荷载引起的压缩变形，建筑物的总高度只要达到各节柱子制作允许偏差总和及钢柱压缩变形总和就算合格，这种制作安装一般在12层以下，层高控制不十分严格的建筑物。
2.按设计标高制作安装。一般在12层以上，精度要求较高的层高，应按土建的标高安装第一节钢柱底面标高，每节钢柱的累加尺寸总和应符合设计要求的总尺寸。每一节柱子的接头产生的收缩变形和竖向荷载作用下引起的压缩变形应加到每节钢柱加工长度中去。
无论采用何种安装方式，都应在翻样下料制作过程中充分表达出来，并应符合设计要求的总高度。
(四)框架梁的制作与安装
高层、超高层框架梁一般采用H型钢，框架梁与钢柱宜采用刚性连接，钢柱为贯通型，在框架梁的上下翼缘处在钢柱内设置横向加劲肋。
框架梁应按设计编号正确就位。
为保证框架梁与钢柱连接处的节点域有较好的延性以及连接可靠性和楼层层高的精确性，在工厂制造时，在框架梁所在位置设置悬臂梁(短牛腿)，悬臂梁上下翼缘与钢柱的连接采用剖口熔透焊缝，腹板采用贴角焊缝。框架梁与钢柱的悬臂梁（短牛腿）连接，上下翼缘的连接采用衬板(兼引弧板)全熔透焊缝，腹板采用高强螺栓连接。
由于钢筋混凝土施工允许偏差远远大于钢结构的精度要求，当框架梁与钢筋混凝土剪力墙或钢筋混凝土筒壁连接时，腹板的连接板可开椭圆孔，椭圆孔的长向尺寸不得大于2d0（d0为螺栓孔径），并应保证孔边距的要求。
框架梁的翻样下料长度同样不等于设计长度，需考虑焊接收缩变形。焊接收缩变形可用经验公式计算再按实际加工之后校核，确定其翻样下料的精确长度。
框架梁上下翼缘的连接可采用高强螺栓连接或焊接连接，目前大部分采用带衬板的全熔透焊接连接。施工时先焊下翼缘再焊上翼缘，先一端点焊定位，再焊另一端。
腹板则采用高强度螺栓连接，要充分理解设计时采用摩擦型还是承压型高强螺栓。采用摩擦型高强螺栓的摩擦系数应选用合理。
采用高强螺栓群连接时，孔位的精度十分重要。目前制孔一般采用模板制孔和多轴数控钻孔，前者精度低，后者精度高，应优先考虑采用后者。当采用模板制孔时，应保证模板的精度，以确保高强螺栓的组装孔和工地安装孔的精度要求。如果孔位局部偏差，只允许使用铰刀扩孔。严禁使用气割扩孔，若用气割扩孔，则应按重大质量事故处理。
高强螺栓群应同一方向插入螺栓孔内，高强螺栓群的拧紧顺序应由中心按幅射方向逐层向外扩展，初拧和终拧都得按预先设定的鲜明色彩在螺帽头上加以表示。
五、楼盖的设计
高层、超高层建筑的楼板和屋盖具有很大的平面刚度，是竖向钢柱与剪力墙或筒体的平面抗侧力构件，同时使钢柱与各竖向构件(剪力墙或筒体)起到变形协调作用。
钢框架范文篇6
论文关键词：高层概况发展体系施工
论文摘要：本文简要介绍了高层、超高层建筑的结构体系，通过对国内已建和在建的高层建筑钢结构国产化问题的调研，分析了在钢材、设计、施工和监理等方面国产化所面临的主要问题，为高层建筑钢结构的发展提出了一些建议。
高层钢结构建筑在国外已有110多年的历史，1883年最早一幢钢结构高层建筑在美国芝加哥拔地而起，到了二次世界大战后由于地价的上涨和人口的迅速增长，以及对高层及超高层建筑的结构体系的研究日趋完善、计算技术的发展和施工技术水平的不断提高，使高层和超高层建筑迅猛发展。钢筋混凝土结构在超高层建筑中由于自重大，柱子所占的建筑面积比率越来越大，在超高层建筑中采用钢筋混凝土结构受到质疑；同时高强度钢材应运而生，在超高层建筑中采用部分钢结构或全钢结构的理论研究与设计建造可说是同步前进。
超高层建筑的发展体现了发达国家的建筑科技水平、材料工业水平和综合技术水平，也是建设部门财力雄厚的象征。来源于/
一、我国的高层与超高层钢结构建筑的发展
我国的高层与超高层钢结构建筑自改革开放以来已有20年的历史，并在设计和施工中积累了不少经验，已有我国自行编制的《高层民用建筑钢结构技术规程》。
1、钢材的国产化
国内钢铁企业根据我国高层建筑钢结构设计标准的要求，制订我国第一部高层建筑钢结构的钢材标准《高层建筑结构用钢板》(YB4104-2000)，比目前仍在实施的《低合金高强度结构钢》(GB/T1591-94)又前进了一步，其性能指标优于国外同类产品。
2、钢结构设计国产化
截止2003年3月，我国已建和在建的高层建筑钢结构有60余幢，按其结构类型划分，钢框架-RC核心筒占4314%，SRC框架-RC核心筒占1617%，二者合计6011%；钢框架-支撑体系占1813%；巨型框架占813%；纯钢框架占617%，筒体和钢管混凝土结构各占313%。统计表明，目前我国高层建筑钢结构以混合结构为主。
鉴于我国对混合结构尚未进行系统的研究，所以《建筑抗震设计规范》(GB50011-2001)暂不列入这种结构类型是合理的。
国家标准《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99-98)和《建筑抗震设计规范》(GB50011-2001)等有关高层建筑最大高度和最大高宽比的规定，在一般情况下，应遵守规范的规定，否则应进行专项论证或试验研究。建设部第111号令《超限高层建筑工程抗震设防管理规定》和建质[2003]46号文《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》，对加强高层建筑钢结构设计质量控制意义重大，具有可操作性。
钢结构设计分两个阶段，即设计图阶段和施工详图阶段。现在有的设计院完全采取国外设计模式，无构件图、节点图和钢材表等，对工程招投标和施工详图设计带来不便。因此，建议有关部门对此做出具体规定。关于节点设计问题，国内应多做一些理论和试验研究工作，比如柱梁刚性节点塑性铰外移和防止焊接节点的层状撕裂等。由于钢结构的阻尼比较低，在研发各种耗能支撑和节点的减震消能体系方面，国际上研究和应用较多，国内应加快进行此方面的研究。
二、高层及超高层结构体系
对于高层及超高层建筑的划分，建筑设计规范、建筑抗震设计规范、建筑防火设计规范没有一个统一规定，一般认为建筑总高度超过24m为高层建筑，建筑总高度超过60m为超高层建筑。
对于结构设计来讲，按照建筑使用功能的要求、建筑高度的不同以及拟建场地的抗震设防烈度以经济、合理、安全、可靠的设计原则，选择相应的结构体系，一般分为六大类：框架结构体系、剪力墙结构体系、框架—剪力墙结构体系、框—筒结构体系、筒中筒结构体系、束筒结构体系。
三、钢结构制作与安装1、钢柱的安装
钢柱是高层、超高层建筑决定层高和建筑总高度的主要竖向构件，在加工制造中必须满足现行规范的验收标准。
100m高的超高层钢柱一般分为8～12节构件，钢柱在翻样下料制作过程中应考虑焊缝的收缩变形和竖向荷载作用下引起的压缩变形，所以钢柱的翻样下料长度不等于设计长度，即使只有几毫米也不能忽略不计。而且上下两节钢柱截面完全相等时也不允许互换，要求对每节钢柱应编号予以区别，正确安装就位。
矩形或方形钢柱内的加劲板的焊接应按现行规范要求采用熔嘴电渣焊，不允许采用其他如在箱板上开孔、槽塞焊等形式。
钢柱标高的控制一般有二种方式：
(1)按相对标高制作安装。钢柱的长度误差不得超过3mm，不考虑焊缝收缩变形和竖向荷载引起的压缩变形，建筑物的总高度只要达到各节柱子制作允许偏差总和及钢柱压缩变形总和就算合格，这种制作安装一般在12层以下，层高控制不十分严格的建筑物。
(2)按设计标高制作安装。一般在12层以上，精度要求较高的层高，应按土建的标高安装第一节钢柱底面标高，每节钢柱的累加尺寸总和应符合设计要求的总尺寸。每一节柱子的接头产生的收缩变形和竖向荷载作用下引起的压缩变形应加到每节钢柱加工长度中去。
2、框架梁的制作与安装
高层、超高层框架梁一般采用H型钢，框架梁与钢柱宜采用刚性连接，钢柱为贯通型，在框架梁的上下翼缘处在钢柱内设置横向加劲肋。公务员之家
框架梁应按设计编号正确就位。
为保证框架梁与钢柱连接处的节点域有较好的延性以及连接可靠性和楼层层高的精确性，在工厂制造时，在框架梁所在位置设置悬臂梁(短牛腿)，悬臂梁上下翼缘与钢柱的连接采用剖口熔透焊缝，腹板采用贴角焊缝。框架梁与钢柱的悬臂梁（短牛腿）连接，上下翼缘的连接采用衬板(兼引弧板)全熔透焊缝，腹板采用高强螺栓连接。
由于钢筋混凝土施工允许偏差远远大于钢结构的精度要求，当框架梁与钢筋混凝土剪力墙或钢筋混凝土筒壁连接时，腹板的连接板可开椭圆孔，椭圆孔的长向尺寸不得大于2d0（d0为螺栓孔径），并应保证孔边距的要求。
框架梁的翻样下料长度同样不等于设计长度，需考虑焊接收缩变形。焊接收缩变形可用经验公式计算再按实际加工之后校核，确定其翻样下料的精确长度。
框架梁上下翼缘的连接可采用高强螺栓连接或焊接连接，目前大部分采用带衬板的全熔透焊接连接。施工时先焊下翼缘再焊上翼缘，先一端点焊定位，再焊另一端。
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高层建筑钢筋结构设计必须遵循相应的原则：安全可靠性，持久耐用性以及经济适用性。下面将从梁柱主筋受力处钢筋设计，墙梁节点钢筋设计和主梁节点和次梁节点的设计三个方面介绍高层建筑钢筋结构设计。
1、梁柱主筋受力处钢筋设计
高层建筑的钢筋结构中，由于框架柱和框架梁在主筋受力处会产生矛盾，因此在设计中必须考虑框架柱和框架梁的受力问题，坚持“强剪弱弯、强柱弱梁”的设计原则，也就是说，在设计过程中必须保证框架柱受力主筋的位置，避免框架梁截面宽度与框架柱的边长等长或者是框架梁一边与框架柱想重合。为保证上述过程，采取的对策主筋从框架柱内侧通过，框架梁靠近柱侧增加四根钢筋作为架立，用于保证框架梁截面宽度的长度。效果分析：通过以上方法设计梁柱主筋受力处钢筋设计，可以保证柱主筋受力位置的确定，并得到设计师的认可，并在施工中得到广泛应用。
2、墙梁节点钢筋设计
对于框架-剪力墙结构来说，由于主次框架梁都直接放在筒墙体暗梁或过梁的核心处，易出现：如果框架梁截面、暗梁以及过梁具有相同的截面高度，会使框架梁与核心筒的暗梁或过梁在主筋方面产生矛盾。为了避免此种情况的产生，一般采用的设计原则是：依据框架梁在固定端处的弯矩方式，框架梁在支座处应采用上拉动铁处，挤压下铁位置，同时在暗梁或过梁的位置扭动，但要保证暗梁与连梁在箍筋处的完整。如图所示为为固接框架梁弯矩的示意图，可以使大家更好的了解什么是弯矩结构。具体措施为：在过梁的下铁处设置两排少于六根主筋的布置，框架梁下铁则布置在两排少于六根主筋的位置中间，并依照接头全部处于支座周围，并以比例50％错开；框架梁上铁应直接放置在过梁上铁位置，用于保证锚固长度的设计要求；将过、暗梁截面减少5cm，框架梁的上铁直接放置在过梁位置，来保证钢筋保护层的深度。效果分析为：为预防过梁箍筋收到破坏，采取的调整框架梁下铁受力主筋位置的方法已经得到认可；在锚固长度的设计要求下，将过、暗梁截面减少5cm，框架梁的上铁直接放置在过梁位置，来保证钢筋保护层的深度，也得到很多的应用。
3、主梁节点和次梁节点的设计
高层建筑钢筋结构的框架剪力墙设计中，重点是主梁节点和次梁节点的设计，特别是主梁节点的设计已经成为当今剪力墙设计的焦点。传统的设计是：次梁上铁设置在主梁钢筋之上，而板筋却设置在次梁主筋上，这容易导致位置设置出错，便不能满足钢筋保护层厚度的需求，从而严重影响其抗震能力。因此设计的关键是：位于主梁上方的次梁应在延伸到悬挑梁处的主梁的上侧，因而在设计时应保证悬挑梁的尺寸，不能过小。框架梁与劲性柱在主筋上关于锚固长度关系。
二、高层建筑钢筋施工技术
在高层建筑钢筋施工中，首先要做的是统一测量的仪器以及钢尺的量具。我们知道建造高层大楼设计很多的测量仪器，包括：土建方面的测量仪器和钢尺、钢结结构方面的测量仪器和钢尺等，如果不统一这次仪器和钢尺，会严重影响建造的过程以及传递，因而必须采取国家统一的计量单位和标准。其次，应对轴线、标高和地脚螺栓进行定位。一般来说，轴线的定位是依据场地的宽度，在建筑物外部或内部进行确定的。设置控制桩，用于确定经纬仪和激光仪的位置，通常以满足通视、可视为基准。钢柱长度一般采用2-3层为一节，来满足起重量以及运输。每一节的定位柱子到下一节的定位轴线，应从地面引致高空。地螺栓则是用在第一节钢柱时，用于控制平面大小和标高所采用临时措施。再次是钢柱制作与安装。钢柱作为高层建筑中主要的竖向结构部件，在制作过程必须现行规范其验收的标准。钢柱柱脚的环板定位及附件安装为：首先做好防腐或除锈的工作，根据现场吊装要求及运输，确定钢筋长度（一般低于12cm），控制焊接尺寸以及防变形和保持对称，用于实现焊接后的平直，附件安装时应符合需求。最后是钢梁柱的制作与安装。钢梁柱在高层建筑中一般采用的是H型结构，这需要较好的任性和连通性。一般在制造过程中，在框架梁所设置悬臂梁，悬臂梁上下翼缘采用剖口熔透焊缝方式与钢柱相连。在安装时，应先焊接下翼缘，再焊上翼缘，腹板利用高强度螺栓进行连接。
三、结束语
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关键字：建筑施工；建筑模板；应用研究
模板作为混凝土构件施工的主要构件，在其施工中得到了广泛的应用。同时，建筑中模板的费用占据建筑工程费用之中很大的比例。为了研究新型建筑模板在施工中的应用，必须从中国建筑模板的发展入手。
1中国建筑模板的发展
伴随着社会的高速发展，以钢筋混凝土为结构的高层建筑林立，加快了建筑行业工业化的脚步。特别是建筑模板科技成果的应用与发展，不仅加快了建筑建设的进度，同时在生产成本、能源消耗与经济利润等方面都有了很大的提升。中国传统建筑行业以粗放型发展方式发展，以木材作为建筑模板的使用材料，采用现场加工、散拆散支作为其支模方法，木材的损耗率高，对于木材的需求量巨大。20世纪80年代以来，中国建筑行业进入快速发展期，建筑模板的需求数量巨增，而木材资源的匮乏限制了建筑行业的发展。为了解决这一技术难题，1979年，在科技人员的共同努力下，成功研发了组合钢建筑模板，并提出了“以钢代木”模板应用方针。组合钢建筑模板的使用使建筑施工效率进一步提升，并且得到行业的认同与选择，这个时代被行业内称为模板技术的更换时代。组合钢模板的应用对促进行业发展和完善理论体系起到了重要作用。同时也表现出了一些问题，例如：组合式钢模板的板块面积小，安装与拆卸效率低，模板的表面不平，从而难以适应清水混凝土的技术标准。国外针对这一技术问题，在模板的应用方面，并不仅仅使用组合式钢模板，而更多地使用胶合板模板与钢框胶合板模板。中国对于胶合板的生产产量不高，质量相较于国外胶合板差距很大，因此，无法在建筑中广泛推广使用。中国作为竹资源丰富的国家，其物理力学性能比木胶合板表现更为优秀，竹胶合板的应用在我国建筑行业的推广有很大的空间。1994年，建设部把钢框架竹胶合板模板作为国家建筑业发展的重点，极大地促进了中国新型模板的研究与开发，对模板规格、模板材料、模板使用等方面带来了很大的发展。
2新型建筑模板的应用与研究
随着中国建筑工业化与模板技术应用的推进，新型建筑模板的内容与范围也随之不断地调整与扩充。结合代表当前建筑领域模板工程技术水平的新型模板（包括钢框胶合板模板与中型钢模板）展开研究。2.1钢框胶合板模板。钢框胶合板模板主要采用钢框与竹、木胶合板的组合，设计采用模数制，拼装形式灵活，模竖皆可，应用范围广泛，同时支撑体系较为完善，主要应用于建筑墙体、楼板、建筑梁等结构的施工，被国外建筑行业广泛应用。依据钢框胶合板模板的面积，区分为大、中、小3种类型，其中中、小型模板的边框截面采用板式实心，其截面高度在63~80mm之间，模板具有板面小、重量轻的特点，易于手工安装，方式灵活。国外很多国家在20世纪80年代，开发设计了截面高度在100~140mm之间，边框为箱形空心冷弯型钢的大型模板。其框架强度与刚度较大，可增大其模板面积，模板安拆便利，且耗时较短。中国研制的新型钢框架胶合板，其截面高度已确定了多种规格（55mm、70mm、75mm、78mm）[1]。55mm型钢框胶合板模板使用的连接件简单易用，且通用与钢模板，但由于受到高度、厚度、刚度的限制，不适合加工面积过大的模板，属于过渡性模板。另外，70mm、75mm、78mm3种模板在截面高度的设计上相差不大，规格多、差别小不利于生产与施工的推广。针对这一问题，1995年，建设部了钢框竹胶合板模板标准———“钢框竹胶合板模板”JG/T3059-1999，标准将钢框竹胶合板模板的边框高度设定为75mm，并得到大范围的应用与推广。但从1997年开始，该模板的使用数量开始明显衰减，很多模板生产厂家开始转产。在国外普为应用的钢框胶合板模板在我国建筑行业却遇冷其主要原因在于：（1）在使用寿命方面，发达国家的钢框架木胶合板模板与中国的钢框架竹胶合板模板存在较大差距。发达国家的木胶合板模板在使用寿命上可以实现100余次，而我国则只能维持在30余次；（2）在钢框型材上，国外钢框木胶板模板边框型材主要使用低合金钢，而国内钢框竹胶板模板主要使用普碳钢。低合金钢在强度、成形性能、耐腐蚀性、缺口抗性等方面都优于普碳钢，因此在使用年限上是普碳钢的4倍。国内钢框胶板竹模板由于使用年限的限制，往往不能满足工程的周转使用。（3）在品种规格上，国外钢框木胶板模板技术已经成熟，品种规格比较齐全，可以满足建筑施工的需求；而中国国内钢框竹胶板模板技术由于模板制造机器与工艺较落后，品种规格、连接件、附件都不齐全，难以满足建筑施工的需求。2.2中型钢模板（宽面钢模板）。中型钢模板的品种规格相较于钢框胶合板模板较少，只有55与70两种型号。55型中型钢模板（55型宽面钢模板）由于针对55型钢框竹胶合板模板的钢度小、强度低、寿命短的问题，结合中国实际施工的需求，研发的新型模板。其典型特点是模板面积大、施工效率高、模板接缝少、使用寿命长、生产成本低。广泛应用于施工工程。可单独使用，也可与复合钢模板组合使用。中型钢模板有5种长度规格，分别为1800mm、1500mm、1200mm、900mm和600mm。设置4种宽度规格分别为600mm、550mm、450mm和400mm。肋骨高度为55mm。中型钢模板的连接件和支撑件常用于组合钢模板。70型中型钢模板（70型宽面钢模板）结合了钢框架胶合板模板和复合钢模板的特点，在硅钢现浇工程中得到了广泛的应用。70型中钢模板设置3种长度规格（1500mm、1200mm、900mm）、宽度规格分为2种标准块（600mm、300mm）和4种非标准块（250mm、200mm、150mm、100mm）。其主要特点如下：模板用钢量低。70mm的肋高使模板截面惯性矩相较其他模板增大一倍，能承担50kN/m2的侧压力。模板用钢量低。宽大的边肋钢使模板的整体受力性能表现优异，用于拼装模板的连接件与支撑件相对较少。相较于组合钢模板的用钢量可以下降15%。工作效率高。70型中型钢模板的设计较为合理，在模板与配件的使用上，用量较少，安装时间短，工作效率高。使用期限长。70型中型钢模板的整体刚度强，支持散装、拼装、大规模整体吊装多种安装形式，可以达到200次左右的使用期限。
3结语
以中国模板的发展为切入视角，对代表当前模板工程水平的新型模板的特点与应用展开研究，以期为中国模板技术的完善与提升提供借鉴。
参考文献：
[1]刘守辉,张晓涛.现有模板类型及其工程应用特点[J].城市建设理论研究,2013(20).
[2]糜嘉平.我国新型模板的发展动向[J].建筑技术,1999(08):17-20.
钢框架范文篇9
关键词:公交立体车库，结构设计，位移控制，耐候钢
1概述
立体车库的应用，极大的缓解了城市“停车难”的现象。目前，小型立体车库的发展基本成熟，并且已经形成了工业化、模块化、智能化的发展模式。然而，公交立体车库的应用仍在发展当中，由于公交车尺寸及质量均超过了《机械式停车库工程技术规范》［1］及《车库建筑设计规范》［2］中适停车型尺寸及质量，因此在设计时需要各专业根据相关规范以及场地等情况进行专门设计。目前国内首例公交车机械式立体停车库为北京公交公司二通厂公交立体停车楼，于2019年完成。本文依托公司《北京市公交机械式立体停车库样机升级改造及新库型开发》课题，联合北京公交集团及首钢城运公司，提出一种新库型，并对该公交立体车库进行结构设计及优化，通过现有设计规范，利用最小的场地，停放最多的车辆，其建筑效果图如图1所示，该车库属于升降横移类机械式停车库，采用托辊传输可不考虑汽车最小转弯半径。
2工程概况
北京市公交机械式立体停车库样机升级改造及新库型开发项目(后文简称“公交立体车库”)，建设地点位于北京首钢园区内，长度30．12m，宽度12．5m，高度32．61m，建筑投影面积为437．6m2，地上6层(不含提升机顶部机房)，首层为入车位基础、升降机基础、控制室及配电室，标准层层高4．65m，周圈设置悬挑检修走道。该公交立体车库能停放15辆公交车(公交车尺寸为12m×2．55m×3．3m)，其平面图及立面图如图2所示。该车库采用PLC控制系统，其智能化存取车策略由首钢城运公司自动化专业进行设计，采用无人方式停车，存取车工作流程如下:存车过程:打开入库车位外门，司机将公交车开入入库停车位，熄火拉手刹下车，车库启动自动存车程序，通过托辊将车辆水平输送到提升机上，提升机将车辆提升至目标层，通过托辊将车辆输送至穿梭车上，穿梭车水平移动，最后通过托辊将车辆输送至目标停车位。取车过程:与存车过程相反。
3结构设计
3．1设计参数。本项目位于北京首钢园区内部，该区域抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为0．20g，场地地震分组为第二组，场地土类别为Ⅱ类，特征周期为0．40s。基本雪压0．40kN/m2，基本风压0．45kN/m2，活荷载取0．50kN/m2。除结构自重外，公交车重量:13t，提升机重量:131t，提升速度0．5m/s，穿梭车重量:23t，运行速度0．5m/s～1m/s，动力系数取1．3。另外，为了体现建筑立面效果，同时减小风荷载效应，该公交立体车库屋面全封闭，墙体仅在周圈栏杆处封闭，部分结构构件采用耐候钢。3．2结构设计及优化。该公交立体车库采用钢框架—支撑结构形式，采用MIDASGEN有限元软件建立三维模型进行计算。若按照纯钢框架结构设计，梁柱节点设为刚接，其风荷载下的结构侧移达到63mm(1/517＜1/400［3］)，虽然满足刚度要求，但是钢柱截面较大，增加建设成本。因此，在不影响车库使用，同时方便人员通行的前提下，在结构部分柱间设置八字撑及人字撑，同时优化梁柱截面，使得结构能够满足刚度要求，其支撑布置如图3所示，根据统计对比，增设支撑，减小钢柱截面可节约15t钢材量。此外，为减小提升机立柱的计算长度及截面，每间隔2．3m与结构框架柱采用一道横梁进行连接。优化后，其主体结构部分截面形式列于表1。3．3强度、刚度、稳定性分析。1)强度分析:通过反复调整构件并进行构件归并处理，最终结构构件均满足强度要求，最大应力比均控制在0．85以内。2)刚度分析:风荷载标准值作用下，结构最大柱顶水平位移为19mm(1/1716＜1/400)，满足规范要求［3］。此外，根据提升机及穿梭车的使用频率及起重量，本项目应按照重级工作制吊车的标准计算其水平荷载作用下柱顶的水平位移［4］，经计算，穿梭机横向水平荷载作用于第5层时，其最大柱顶水平位移为9．93mm(22700/9．93=2286＜1/2000);穿梭车纵向刹车荷载产生的最大柱顶水平位移为1．20mm(22700/1．20=18917＜1/2000)，满足吊车水平荷载作用下柱顶水平位移容许值的要求［3］。可见在该项目进行结构设计时，穿梭机产生的水平位移对结构起控制作用，不可忽略。3)稳定性分析:当车库满存车辆时，在恒+活荷载共同作用下，按照一阶弹性分析算得结构的临界荷载系数为38．5，满足要求。3．4反应谱分析。当车库存满车辆时，对结构进行多遇地震下的振型分解反应谱分析，取前30阶振型进行计算，保证各振型参与质量之和大于结构总质量的90%。其中前三阶振型如图4所示，其周期分别为1．188s，1．125s，0．735s，平动振型先于扭转振型出现，且扭转周期与一阶平动周期之比(0．62)小于0．85，结构设计合理。此外，结构最大层间位移位于结构第三层Y方向，为3．32mm，算得最大层间位移角为1/1401，远小于1/250，满足抗震规范要求［5］。a）一阶Y向平动b）二阶X向平动c）三阶Z向扭转
4结构施工
为提高施工质量，加快施工进度，除了钢柱拼接节点外，梁柱连接节点以及支撑节点等大部分节点均采用高强螺栓连接以及销轴连接，如图5，图6所示。此外，由于该车库外墙未封闭，绝大部分构件均处于露天状态，为了减少结构后期维护费用，同时推广耐候钢的使用，本项目中1层～3层框架柱、框架梁、支撑等构件采用了耐候钢，如图7所示。耐候钢具有良好的抗腐蚀性能和力学性能，使用中采用免涂装设计，能够提高建造速度、缩短施工工期、有益于环保和节约全寿命周期成本［6］。
5结论与建议
本文提出了一种新型公交立体车库，根据相关规范要求，借助有限元软件，结合工程实践，对其进行设计及优化，得出以下结论:1)该新型公交立体车库，可不考虑汽车转弯半径，占用场地小，可停放15辆公交车，极大的缓解了停车用地压力。2)该公交立体车库采用钢框架—支撑结构体系，相比于纯钢框架结构体系，更加符合结构设计中安全适用经济的设计理念。3)除风荷载外，穿梭机荷载(吊车荷载)产生的水平位移对结构起控制作用，在设计时不可忽略。4)将耐候钢可作为结构主体构件，可减少公交立体车库后期的维护。
参考文献:
［1］JGJ/T326—2014，机械式停车库工程技术规范［S］．
［2］JGJ100—2015，车库建筑设计规范［S］．
［3］GB50017—2017，钢结构设计标准［S］．
［4］GB50009—2012，建筑结构荷载规范［S］．
［5］GB50011—2010，建筑抗震设计规范(2016年版)［S］．
钢框架范文篇10
关键词：高层建筑；钢筋混凝土；建筑结构；设计；优化措施
当前高层建筑工社会经济与科学技术的创新发展中，各个行业领域中的技术手段也获得了全面革新，尤其是在建筑工程施工技术方面。当前人民生活质量的全面提升，其在居住生活方面的要求也愈加严格，要求高层建筑工程施工企业及时对结构进行分析与优化，确保其的施工质量与应用质量。文中对高层建筑工程中钢混结构的设计原则进行阐释，并且探析高层建筑工程钢混结构设计中存在的问题，提出对设计方案进行优化的有效措施，希望能够为相关工作者提供一些帮助。
1高层建筑工程钢混结构的设计原则
1.1安全性
钢混结构在现代建筑工程中被广泛应用，尤其是高层建筑工程当中，为了确保高层建筑工程实际应用中的安全性，一定要严格遵照相关规定对高层建筑进行设计、规划与施工建设，确保高层建筑工程的结构稳定性。无法确保高层建筑工程的未定性，就会对其安全性产生直接影响。安全性属于是建筑工程的关键所在，确保钢混结构的安全性，要对其使用年限规划之内产生的诸多突发状况进行有效应对。强化高层建筑于突发、偶发事件当中的稳定性与安全性，是高层建筑工程规划设计中要高度重视的问题[1]。
1.2适用性
高层建筑工程的实际施工中广泛应用钢筋混凝土，其质量会直接影响其实际功能，所以，要兼顾其安全性与适用性，遵照用户诉求对钢筋混凝土的功能性进行规划设计，让其满足建筑功能的相关要求。钢筋混凝土适用性和抗震、抗裂、抗变形性能等，能够给用户提供良好的舒适性。
1.3耐久性
高层建筑工程的建设周期较长，其需要投入大量成本资金，钢筋混凝土属于是高层建筑工程中的主体部分，会对其使用寿命产生必然影响。为了能够对资源进行有效节约，确保资源利用率，在设计高层建筑工程的钢混结构时，要兼顾其的实用性与安全性，并且要强化提升其耐久性，确保高层建筑工程的使用年限，这是设计工作的关键内容。实际设计中强化提升高层建筑工程的功能性、连续性与稳定性，达成强化提升高层建筑工程耐久性的目标，延长高层建筑工程的使用寿命。
2高层建筑工程钢混结构设计方面存在的问题
2.1结构体系方面
高层建筑工程的实际设计中，要确保其钢混结构体系的稳定性，也就是说高层建筑工程地基处在稳定状态中，可对其外观进行美化设计，确保其变形限制处在规定范围以内，优化其的刚度。转换层方面之前的刚度比公式要转变成上下层转角比值。实际设计中如果水平加强层侧向刚度进行了强化，那么外柱剪力需要同时进行强化，设计工作者实际设计中一定要对安全因素进行全面考量。如果产生了层间、顶点位移等，要及时进行妥善处理[2]。
2.2短肢剪力墙设置方面
剪力墙属于是高层建筑工程的主体荷载单位，其能够确保建筑物的抗震性与稳定性，基于短肢剪力墙的实际应用，能够对高层建筑的钢混结构进行有效保证，可是在实际应用中在数量方面要进行严格要求。通常来讲，短肢剪力墙的截面厚度不能够超过300mm，高度与厚度的比值区间为4～8。因为短肢剪力墙后续作业中难以进行有效处理，设计工作者不仅要确保建筑工程满足抗震性的相关要求，同时要降低结构应用的数量。
2.3结构超高方面
因为全球范围内频繁爆出自然灾害相关问题，人们在建筑工程抗震性能方面提出了更为严格的要求。新标准内容中，把原来对高度的约束内容设为A级，额外添加了B级高度。所以，在规划设计高层建筑工程结构的时候，要求严格依据相关规定予以划分，不可以超过其的规定范围。建筑物如果属于是B级建筑，实际操控中要严格依据B级建筑的范围来实施，不能够超过规定范围，一旦在实际施工中超过了规定范围，要重新进行设定，否则其会对高层建筑物的抗震性能产生严重影响。为了确保高层建筑物的抗震性能，要对高层建筑物的高度进行严格管控，如果高层建筑工程的钢混结构高度设计超标，其会对建筑物抗震性产生严重影响。高度不同的钢混结构，其设计的规范要求也不同，钢混结构的高度产生变化，特别是超高问题的实际存在，要求相关工作者及时地进行重新设计。
3优化高层建筑钢混结构设计方案的有效措施
3.1优化高层建筑结构的周期性折减系数
高层建筑工程的框架结构当中，如果选择应用了轻质墙板，其折减系数为0.9，如果选择了少量墙体与砌体，核算周期的折减系数区间为0.7～0.8，如果墙体是砌体，那么核算周期的折减系数处于0.6～0.7之间，在对顶盖、框架进行规划设计的时候，因为填充墙实际应用中的刚度低于结构实际刚度，会产生核算周期小于实际周期的情况，致使建筑结构不安全的因素出现，所以设计相关工作者在核算建筑物结构的时候，要合理折减其的核算周期，对高层建筑工程的功能进行有效改善[3]。
3.2优化高层建筑工程钢混结构的抗震性能
高层建筑工程钢混结构的抗震性能属于是设计工作中的关键性因素，要求予以高度重视，在规划高层建筑工程的时候，房屋类别划分依据就是抗震性能，抗震性能遵照建筑工程高度、结构进行类别划分，高层建筑工程的结构刚度周边系数较大、楼层较多，则要对振型数进行合理提取。建筑顶部存在小塔楼或者是变换层，建筑振型数参数数值大于12，振型总数需要管控在楼层数量的三倍以内，持续强化高层建筑工程的抗震性能，才能够确保建筑工程的安全性与稳定性。
3.3优化提升高层建筑工程的耐久性
高层建筑工程的设计规划工作中，工作者重视对其结构的优化，使用最为合理的方案进行规划设计，建筑工程本身的耐久性却容易被忽视，规划设计工作者通常并未意识到建筑物结构的耐久性问题，所以，规划年限中要确保用户所有诉求都能够获得满足。所以，实际设计中，要注重耐久性相关问题。实操过程当中，因为建筑物外在条件较为复杂，比如天气、温度、湿度的动态变化等，其都会对高层建筑工程的可靠性产生影响，所以规划设计工作者在面对建筑物使用要求、经济要求与技术要求矛盾问题时，一定要强化提升高层建筑物本身的耐久性，以此确保建筑物的整体质量与经济效益。
3.4优化对高强钢筋、混凝土方面的规划设计
在高层建筑工程的实际施工中，对高强混凝土、钢筋进行合理应用，减少建筑工程的造价以及设备运行成本等。高层建筑工程的总造价中包含施工费、框架结构物料费以及资料费等，而钢筋使用量会对建筑工程造价产生影响，所以为了能够减少建筑工程的总体造价，可在合理范围之内适当减少建筑工程的钢筋使用量，在条件允许的前提下使用高强钢筋、混凝土（混凝土耐久性要求的强度等级如表1所示），以此来减少施工建设成本资金投入。如果高层建筑工程项目的地基是厚软类型，因为建筑和地基的荷载比较大，可对高强钢筋、混凝土进行合理应用，实现对构建横截面进行优化的目标，不仅能够减少设备的施工难度，更能节省一定数量的造价[4]。
3.5优化高层建筑工程框架梁方面的设计
在设计高层建筑工程的钢混结构时，要对剪力墙与框架柱之间的框架梁进行合理处理。高层建筑工程的截面设计方案中，如果竖向的变形差较大，其会致使剪力墙与框架柱连接框架梁之间产生超筋问题，其会对框架梁的截面设计方面产生影响。对于此类问题，实际上有两种进行解决的对策，即对钢混结构轴压比进行合理优化，或者基于其他计算方式进行合理计算。
4结语
由于钢混结构的刚度更强，其位移小且整体性能优异，让其变成建筑工程施工建设中极为关键的一项材料。现代建筑工程规划设计的重难点就是要让其具备经济性与合理性。高层建筑工程的钢混结构设计较为复杂，如果产生了差错，会产生很多质量问题，所以在设计高层建筑工程钢混结构的时候，一定要基于认真、全面的分析与计算，确保高层建筑工程的整体施工质量。
参考文献
[1]杨元秀.高层钢筋混凝土结构设计优化研究[J].中国科技信息,2021(07):66-67.
[2]张浩.高层建筑钢筋混凝土结构设计的现状及策略分析[J].中国住宅设施,2020(10):12-13.
[3]李爱忠.建筑工程大体积混凝土施工技术要点研究[J].新型工业化,2020,10(10):77-78.