桁架结构

时间：2023-05-31 08:55:47

开篇：写作不仅是一种记录，更是一种创造，它让我们能够捕捉那些稍纵即逝的灵感，将它们永久地定格在纸上。下面是小编精心整理的12篇桁架结构，希望这些内容能成为您创作过程中的良师益友，陪伴您不断探索和进步。

桁架结构

第1篇

【关键词】管桁架；受力；结构计算；截面尺寸的影响

近年来，随着我国钢铁产量的不断增长，钢结构以其自身的优势，在建筑中所占的比例越来越大，钢管结构也取得较大的突破。钢管结构的最大优点是能将人们对建筑物的功能要求、感观要求以及经济效益要求完美地结合在一起。钢管结构中的管桁架结构以它独特的优势受到人们的青睐。

1、管桁架结构的受力特点

管桁架，是指用圆杆件在端部相互连接而组成的格构式结构。与传统的开口截面（H型钢和I字钢）钢桁架相比，管桁架结构截面材料绕中和轴较均匀分布，使截面同时具有良好的抗压和抗弯扭承载能力及较大刚度，不用节点板，构造简单；制作安装方便、结构稳定性好、屋盖刚度大。空间三角形钢管桁架在受到竖向均布荷载作用的时候，表现出腹杆抗剪、弦杆抗弯的受力机理。弦杆轴力的主要影响因素是截面的高度，而竖面斜腹杆轴力的主要影响因素是竖面腹杆与竖直线的倾角，水平腹杆在竖向荷载作用下的受力较小，但是如果受到明显的扭矩作用的话，必须考虑适当加大其截面尺寸。

2、管桁架结构的结构计算

2.1设计基本规定

立体桁架的高度可取跨度的1/12～1/16；立体拱架的拱架厚度可取跨度1/20～1/30，矢高可取跨度的1/3～1/6。弦杆（主管）与腹杆（支管）及两腹杆（支管）之间的夹角不宜小于30°。当立体桁架跨度较大（一般认为不小于30m钢结构）时，可考虑起拱，起拱值可取不大于立体桁架跨度的1/300（一般取1/500）。此时杆件内力变化“较小”，设计时可按不起拱计算。管桁架结构在恒荷载与活荷载标准作用下的最大挠度值不宜超过短向跨度的1/250，悬挑不宜超过跨度1/125。对于设有悬挂起重设备的屋盖结构最大挠度不宜大于结构跨度的1/400。当仅为改善外观要求时，最大挠度可取恒荷载与活荷载标准作用下挠度减去起拱值。一般情况下，按强度控制面而选用的杆件不会因为种种原因样的刚度要求而加大截面。

2.2一般计算原则

管桁架结构应进行重力荷载及风荷载作用下的内力、位移计算，并应根据具体情况，对地震、温度变化、支座沉降及施工安装荷载等作用下的位移、内力进行计算，内力和位移可按弹性理论，采用空间杆系的有限元方法进行计算。对非抗震设计，作用及作用组合的效应应按现行国家标准《建筑结构荷载规范》进行计算，在杆件截面及节点设计中，应按作用基本组合的效应确定内力设计值；对抗震设计，地震组合的效应应按现行国家标准《建筑抗震设计规范》进行计算，在位移验算中，应按作用标准组合的效应（不乘荷载分项系数）的效应确定其挠度。分析管桁架时，当杆件的节间长度与截面高度（或直径）之比小于12（主管）和24（支管）时，也可假定节点为铰接。外荷载可按静力等效原则将节点所辖区域内的荷载集中作用在该节点上。当杆件上作用有局部荷载时，应另行考虑局部弯曲应力的影响。结构分析时，应考虑上部空间网格结构于下部支承结构的相互影响；另外应根据结构形式、支座节点的位置、数量和构造情况以及支承结构的刚度，确定合理的边界约束条件。支座节点的边界约束条件，应按实际构造采用无侧移或一侧可侧移的铰接支座或弹性支座。

2.3静力计算

管桁架结构应经过位移、内力计算后进行杆件截面设计，如杆件截面需要调整应重新进行设计，使其满足设计要求。设计后，杆件不宜替换，如因备料困难等原因必须进行杆件替换时，应根据截面及刚度等效的原则进行，被替换的杆件应不是结构的主要受力杆件且数量不宜过多（通常不超过全部杆件的5%），否则应重新校核。分析管桁架结构因温度变化而产生的内力，可将温差引起的杆件固端反力作为等效荷载反向作用在杆件两端节点上，然后按有限元法分析。

2.4抗震计算

在单维地震作用下，进行多遇地震作用下的效应计算时，可采用振兴分解反应谱法，对于体形复杂或重要的大跨度结构应采用时程分析进行补充计算。采用时程分析法时，应按建筑场地类别和设计地震分组选用不少于两组的实际强震记录和一组人工模拟的加速度时程曲线，其平均地震影响系数曲线应与振形分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符。加速度曲线峰值应根据与抗震设防烈度相应的多遇地震的加速度时程曲线最大值进行调整，并应选择足够长的地震动持续时间。当采用振形分解反应谱法进行管桁架结构地震作用分析时，建议至少取前25～30个振形，对体形特别复杂或重要的需要取更多振形进行效应组合。在抗震分析时，应考虑支承体系对其受力的影响。此时可将桁架结构与支承体系同时考虑，按整体分析模型进行计算；也可把支承体系简化为管桁架结构的弹性支座，按弹性支承模型进行计算。在进行结构地震作用效应分析时，对于周边落地的管桁架结构，阻尼比可取0.02，对有混凝土结构支承的管桁架结构，阻尼比取0.03。对于体形复杂或较大跨度的管桁架结构，宜进行多维地震作用下的效应分析。进行多维地震效应计算时，可采用多维随机振动分析方法、多维反应谱法或时程分析法。

2.5计算软件

目前，能对桁架结构进行前处理分析验算，后处理节点设计出图的有STS、STCAD、MST2006、3D3S。STS桁架模块能方便建立平面桁架模型，但不能建立空间桁架模型。STCAD的建模以及模型编辑功能都比较强，但是操作上比较不便，截面定义、分组繁琐，其后处理节点设计的参数比较丰富。MST2006的桁架模型基本上套用网架模型的验算功能。3D3S可方便输入单元、节点、局部单元荷载，各种工况荷载都可以通过导荷载的方式由面荷载转化为节点荷载，风荷载可自动考虑风压高度变化系数、风振系数；可套用多种规范进行验算，特有同一模型中对不同的单元采用不同的控制参数功能；可方便输出模型以及每一单元在各工况、组合下的内力、位移、应力比图；后处理节点设计中，可进行圆管相贯节点设计，圆管与矩型管连接节点设计，多管相交相贯节点设计；管桁架板支座、焊接球支座设计；能输出腹杆相贯线数控切割数据；因此，工程中最常使用计算软件为3D3S。

3、桁架截面尺寸变化对其内力的影响

对于空间三角形钢管桁架而言，当确定了截面高度、上弦宽度以及节间长度后可确定一种截面形状。随着上弦宽度的变化，弦杆的内力基本上保持不变，但是腹杆和跨中挠度都有显著的变化。上弦宽度的增加，造成竖面腹杆的倾角相应增加，竖面腹杆的轴力在持续增加，传递到水平面上垂直腹杆的力也在增加。同时，竖面腹杆轴力的增加也造成了杆件剪切变形的增加，反映到结构即是结构跨中挠度的增加。在截面弯矩不变的情况下，上下弦杆的内力也仅仅是当截面高度有变化的时候，才会发生较大幅度的变化，跟其它的截面参数没有关系。同时随着截面高度的增加，由于倾角的减少，腹杆的轴力表现持续的减少，而由于弯曲变形和剪切变形的减少，跨中的挠度也逐渐变小。截面高度是影响构件选择尤其是弦杆选择的一个非常重要的因素，其对结构刚度的影响也是非常显著的，远大于其它因素。节间长度的大小会直接导致腹杆夹角的改变。改变节间长度以后，弦杆的内力略有变化；同时腹杆的轴力有了相应的变化，随着节间长度的增加，竖面腹杆的倾角相应增加，所以竖面腹杆的轴力在持续加大，传递到水平面上垂直腹杆的力也在增加。跨中挠度也随着节间长度的增加呈减少的趋势，最后趋于稳定。从中可以看出如果腹杆布置过密，对结构的刚度没有起到积极的作用，反而加大了跨中挠度。但节间长度也并非是越大越好，为了保证腹杆与弦杆的连接的可靠，一般的倾角控制在35°～55°之间。

4、结论

管桁架结构因具有造型美观、制作安装方便、结构稳定性好、屋盖刚度大、经济效果好等特点，已广泛用于公共建筑中。在设计过程中，必须把握管桁架的受力特点，才能设计出安全可靠、经济美观的管桁架项目。

参考文献

[1]《钢结构设计规范》.GB50017-2003

[2]《空间网格结构技术规程》.JGJ7-2010

第2篇

关键词：屋面钢结构；桁架施工；安装

近年来，屋面钢结构在我国城市钢结构建筑施工中得到了极其广泛的应用。其钢结构屋面与其他屋面结构相比较而言，有着以下优势：使用拉索来进行固定，能够在结构中发挥出巨大的作用，有效的提升预应力场，采取部分平衡的方式来减少工程所需要的钢材数量以及荷载量；为大跨度建筑结构的屋盖梁柱提供了更为良好的弹性支点，并且使得下部的柱体距离也扩大，节省了工程建造资金。下文主要针对某铁路客站的屋盖拉索工程作为主要的注意动向，并且全面详细的阐述了该屋面的桁架施工技术。

1 钢桁架的加工制作

1.1 主桁架的加工

1.1.1 翼缘和腹板制作。

a.弧状箱体腹板采用数控切割下料，若腹板存在拼接焊缝应先拼接再切割，下料完毕通过实样检验精度；翼缘先下长方形，再用火焰配合压力煨弯成型。b.翼缘拼接长度不小于2 倍的翼缘宽，腹板拼接长度不小于608mm，且两者焊缝必须错开200mm以上。

1.1.2 箱体的组装。

a.腹板组装用焊接衬板。b.以腹板作为装配基准平面，平面度允许偏差在2mm以内。c.加工完成的隔板定位在翼板上，隔板与翼板之间的装配间隙不得大于0.5 mm。d.定位好后，检验隔板垂直度，隔板与翼板的垂直度不得大于1mm。隔板的中心线应与组装基准面的中心线在同一平面上。e.构件U形组装：将隔板位置线（双划线）引至翼缘板和腹板上，并打上洋冲眼。用（气体保护焊焊接内隔板，并做隐蔽焊缝检验。f.构件口形组装：组装盖板；主焊缝CO2焊打底及焊接；电渣焊钻孔；隔板电渣焊。构件组装示意图见图1。

1.1.3 屋架主桁架热轧成品方管构件的加工。

热轧成品在制造的过程中，应当来进行抛丸预处理，在其底漆完全涂装完毕之后，再将其使用到下料施工中。其中的节点内部的隔板要利用断开方管的方式来进行施工，只有所有内部隔板焊接完毕之后，才能够对方管进行设置。

1.2 次桁架圆管制作

1.2.1制作流程：原材料检查——抛丸、涂底漆一组对焊接探伤一圆管下料、相贯线切割一标识一打包、出厂。

1.2.2 拼接要求：a.钢管的最小对接长度不应小于2 倍的直径且不应小于500mm。对接位置应错开节点位置不小于100 mm的距离。b.原则上腹杆不允许对接，如果必须对接，每根腹杆中最多只允许有一个对接接头，最短的管子不能小于2 倍的管子直径且不能小于800 mm。c.钢管与钢管之间的对接，内部一定要设置衬管，焊缝质量等级为一级。

1.2.3 弯管采用机械拉弯或者火焰煨弯两种方式加工。

1.3 复杂节点做法

主桁架的节点以及次桁架圆管来进行节点连接过程中，所应当采取的正确做法是：由于主桁架与次桁架这两者的节点圆管牛腿数量较多，无论是进行焊接还是定位处理，都有着极大的施工困难，该组合节点应当在施工的过程中，严格按照工程事先所给予的三维坐标来对连接节点进行定位，在精确定位完成之后，才能够依次将牛腿进行焊接。

1.4 桁架预拼装

1.4.1主桁架的预拼装。a.先选择——平台（大小、刚度、平整度均符合要求）按照桁架起拱图放出地样。保证桁架整体框架尺寸及各牛腿之间的尺寸（水平方向、竖直方向、对接线方向）。b.复查地样无误后，利用水平仪，依据施工详图调整胎架底面、顶面标高，将胎架按照地样摆放就位并加以固定。c.胎架的设置：遵循“每个构件两个支点”的原则。胎架平整度要求小于3mm。

1.4.2 构件就位。

a.先把主桁架端头节点及除点与弦杆相连的一根构件外的所有参与预拼装的单根构件吊上预拼装胎架进行定位，注意定对各杆件的中心轴线，然后与胎架定位。b.量取实际长度尺寸（同时考虑现场焊接预放的焊接收缩余量值）进行切割节点与弦杆相连处的一支弦杆的端面余量，切割余量时必须注意焊缝间隙尺寸，然后再定位安装此段弦杆，定位时必须定对纵横向中心线及节点角度线、坡口间隙，定位完毕，再焊接各相应的节点。c.根据已定位好的弦杆，同样量取腹杆节点间的实际尺寸，加上现场焊接收缩余量后，切割腹杆的端面余量，吊上所有节点和腹杆，用安装紧配销轴进行定位，全面检查所有连接接口处板边差、坡口间隙、节点定位偏差。d.验收合格后，必须做好各连接接口处的对合标记、中心线、对合线、标高线、水平线标记，并用洋冲眼标记，同时做好各种数据的测量记录表，提供现场安装用。

2 屋面钢结构桁架施工准备

2.1 在对桁架进行施工之前，必须要及时的对施工所涉及到的各项技术加以统计，其技术资料包括了以下几个方面：桁架工程整套施工图纸、桁架螺栓力学以及性能报告、钢管物理性能测试、材料成分分析、电焊焊接合格证书复印证件等各个方面的资料。

2.2 安装前工地现场应搭设好工程所需脚手架和做好安装队生活与施工准备工作。

2.3 安装前桁架各零部件的加工完毕，验收l：l 单元拼装合格后，全部进场到位。

3 屋面钢结构桁架安装

3.1 安装前准备工作

3.1.1 在进行安装之前，必须要对桁架的支座轴线以及标高来进行全面详细的检查，桁架的轴线以及标高的位置必须要保证能够与工程设计的图纸和要求完全符合。

3.1.2 桁架进行安装前，还要对桁架制作混凝土强度是否符合标准进行全面详细的检查，其桁架支座的混凝土应当保持与目前各项质量规定之后才能够进行安装。

3.1.3 搭设支撑架，放线布置好各支点位置与标高。并设计布置好临

时支点，临时支点的位置、数量经过验算确定。

3.1.4 临时支点选用千斤顶逐步调整桁架高度。

3.2 安装工艺流程

3.2.1 按照工程施工的具体需求，依照施工现场所具有施工条件，利用高空散装的方式来对其进行安装，从而将横举哀的所有安装零件都运输到平台之上进行堆放，在堆放完毕之后，再按照工程施工图纸对每一个零件进行核对，依照图纸上的编号来依次进行安装。

3.2.2 具体安装步骤：a.下弦杆与下弦球的组装：根据安装球的编号先固定下弦球，找准中心连接下弦杆与另一头水准测量对角尺寸正确后进行点焊。b.腹杆的组装：安装腹杆时必须校正上弦杆和下弦杆的位置，后进行焊接。腹杆与上弦球的组合就成为向下四角锥，腹杆与上弦球连接的高强螺栓全部拧紧，腹杆下面连接下弦球进行点焊，主要是为上弦杆的安装起调整作用。c.上弦杆的组装：四根上弦杆组合即成向上四锥体系，上弦杆安装顺序由内向外，根据已装好的腹杆锥体排列，高强螺栓先后拧紧（包括松动的腹杆）。

4 结语

综上所述，屋面钢结构桁架在进行安装施工的过程中，只有使用了支撑件才能够达到工程建设的设计要求，并且还能够充分满足吊装过程中的稳定性、简便性支撑要求。该项目施工具有较高的经济效益，能够有效的提升工程质量。这对于现代钢结构工程发展来说有着极其重要的意义。

参考文献

[1] 蔡祖畅. 浅谈钢管混凝土柱在工程中的施工[J]. 科技风. 2009（04）

第3篇

[关键词]钢结构桁架梁流程研究提高效率

中图分类号：TU391 文献标识码：A 文章编号：

1 前言

近几年，空间大跨度及多功能钢结构因为用途广泛、造型独特美观、施工周期短和材料可回收环保特性等多种原因已广泛的应用于会展中心、火车站、飞机场和体育场馆等大型民用标志性建筑中。大型钢结构建筑中以采用了空间管桁架结构形式最为常见，故掌握管桁架正确的施工流程显的尤为重要，而桁架梁拼装制作为桁架施工流程的重中之重。

2 钢桁架梁制作流程总结

2.1 图纸加工图深化

我国大部分设计院出的钢结构施工图都无法达到拿到手就可以施工的程度，必须由专业厂家根据现场实际情况和施工方案进行加工图的深化，根据钢结构设计规范和施工验收规范应先绘制桁架加工图，加工图中主要包括桁架的制作工艺要求、连接节点的细化放样、变径管、外包管、耳板在桁架梁上的放样，所有组成杆件的规格、长度、弧度、弯弧半径的标注、杆件的编号和桁架梁的分段等。在加工图的基础上在CAD中进行三维空间实体的建模，进行相贯线杆件的放样，如下图所示。

图一：桁架加工图

图二：桁架实体建模图

2.2 桁架材料备料

根据桁架加工图和三维实体图，可以计算出桁架梁杆件所需的所有材料的下料长度，汇总得出桁架所需材料的理论量，再依据企业以往施工的材料损耗，可以计算出桁架梁材料的备料量，最终进行材料采购。

2.3 杆件加工

根据加工图进行弦杆下料，需要弯弧的用弯管机进行弯制，用实体建模图进行相贯线杆件放样，并将相贯线程序导入数控相贯线切割机进行效率，杆件下料完成后进行抛丸除锈，刷底漆一遍，并按照图纸对杆件用记号笔进行编号。

2.4 桁架杆件的打包和装车运输

通常情况下，桁架杆件由加工厂进行加工后，打包装车后运输至施工现场进场拼装焊接。桁架杆件的打包对桁架梁制作影响较大，杆件的打包应该按分段后的桁架杆件编号进行，即同一段桁架的杆件应打包在一起，打包后将桁架杆件运输至施工现场，装车必须安装现场桁架梁制作的顺序进行，并且保证同一段桁架的材料装在同一辆货车，既减少了桁架拼装时找杆件的时间，又缩小现场材料的堆放面积，从而提高了桁架梁的制作效率，同时减少了杆件不必要的丢失。

2.5桁架拼装与焊接

桁架拼装前通常在现场胎架上完成，桁架梁胎具应根据桁架几何尺寸在CAD中放样制作，胎具材料主要采用型钢制作而成，制作完成前后均需要测量人员用全站仪进行测量，与图纸无误后方可进行杆件拼装，拼装时应根据加工图杆件编号一一对应进行安装，按照先弦杆，其次直腹杆、最后斜腹杆的原则进行，待拼装完成后，方可进行焊接，桁架梁杆件的焊接要求一般为对接焊缝为一级焊接，相贯线焊缝为熔透角焊缝，待焊缝探伤合格后方可下胎，下胎前，用记号笔在桁架弦杆端头标记桁架标号和方向。

图三：桁架制作用胎具图

3、总结

通过对钢结构桁架梁制作流程的研究发现，正确合理的制作流程能够节约大量的人力、物力、财力，在此同时提高了桁架制作的效率，加快了整个钢结构施工进度，科学合理的降低了施工总成本。

参考文献：

[1] 路克宽，钢结构工程便携手册[M]，北京：机械工业出版社，2003；

第4篇

关键词：元胞自动机；桁架结构；局部法则；邻居

中图分类号： TU318 文献标识码： A

0引言

元胞自动机的概念是J. Von Neumann 和 Stan Ulam 在上世纪提出 [1] 。Von Neumann认为元胞自动机是一种通用的模型，能够应用于不同的领域。1970年数学家John Conway 提出了著名的生命游戏机的概念 [2], 其动机也是要寻找能导致复杂行为的简单规则。根据Von Neumann规则，生命游戏机是一个具有计算通用性的元胞自动机。

上世纪90年代Stephen Wolfram研究了一组简单的一维的元胞自动机[5]，表明尽管简单的规则（现在被称为Wolfram规则）也能够模拟复杂行为。他注意到，元胞自动机是一个离散的的动力系统，因而即使在非常简单的构架下，它亦显示出许多连续系统中遇到的行为。他的研究给后来致力于应用CA模型的研究者们指明了方向。

元胞自动机(Cellular Automata)是空间和时间都离散，物理参量只取有限数值集的理想物理系统。它是一个数学、物理学、计算机科学、生物学和系统科学多学科的交叉和边缘领域，是复杂系统的重要研究方法之一。它将结构的整体求解变成局域分析，通过力的局域间的不平衡传递达到最终的整体平衡，并且不需要象有限元那样形成整体刚度矩阵和求解整体平衡方程，对计算机容量要求极低，因此在大型复杂结构的计算方面具有良好的前景。

本文将CA应用于结构分析，并将CA算法的结果与FEM结果做了对比，证实了将CA应用结构分析的可行性。

1元胞自动机

元胞自动机由元胞，元胞的状态空间，邻居及局部规则四部分表示。

元胞自动机模型可以让简单的单元在局部规则的作用下产生各种复杂的系统状态。这种模型的结构简单，它是由很多的抽象的元胞集合在一起，每一个元胞都代表一种状态，可以包括很多状态参数，局部法则应用于每一个元胞时，元胞的状态发生改变。由于元胞自动机可以演化复杂系统，使得其应用于桁架结构成为可能。下面分别分析元胞自动机模型要素与空间桁架的相似性。

(1) 元胞

又可称为单元，或者基元，是元胞自动机的最基本的组成部分，元胞分布在离散的一维，二维或者多维维欧几里德空间上。理论上的元胞空间通常是在各维上是无限的，但却无法在计算机上实现，因此我们需要定义不同的边界条件。空间桁架结构中结点与相连的杆可以抽象为元胞。

(2)状态

元胞的状态是由状态变量用来描述元胞响应的方式。桁架元胞自动机模型中元胞的状态是指节点三个方向的位移、外力、杆的截面和弹性模量。其中三个方向的位移是可变的，桁架结构系统将在边界条件和局部法则的作用下进行演化。

(3)元胞的空间

元胞所分布在空间网点的集合就称为元胞空间。目前的研究多集中在一维和二维的元胞自动机上，对于一维元胞自动机空间的划分只有一种，而二维的元胞自动机空间划分形式有多种形式。

(4)元胞的边界

用元胞自动机模拟实际问题时，显然元胞空间不是无限延伸。由于边界上元胞有不同的邻居状态所以边界元胞是特殊的元胞。

(5)邻居

元胞自动机的演化规则是局部的，对于指定的元胞的状态更新只需要知道其邻居元胞的状态，其实就是局部法则应用的空间，原则上，对于邻居的大小没有限制，但是所有的元胞的邻居的大小都要相同。实际应用中往往只由相邻的元胞构成邻居。

(6)局部规则

根据元胞当前状态以及邻居状态确定下一时刻该元胞状态的函数，也称为状态转移函数。它反映了元胞与邻居之间的相互作用。

(7)时间

元胞自动机是一个动态系统，它在时间维上的变化是离散的，即时间t是一个整数值，而且连续等间距。元胞在t+1时刻的状态只取决于t时刻该元胞状态及其邻居元胞的状态，显然，在t-1时刻的该元胞及其邻居元胞状态间接影响了元胞在t+1时刻的状态。

2.基于CA的结构分析方法

2.1三维桁架结构元胞

桁架结构的元胞由节点及其相连的杆件组成，显然空间桁架结构中所有的元胞组成是相同的。这与元胞自动机的基本构成相类似。元胞自动机理论就可以应用到桁架结构分析上去。如图1为三维桁架及其抽象出的元胞结构。

图1 三维桁架结构及抽象元胞

Fig1. 3-D truss structure and abstract cellular

2.1元胞的状态

元胞的状态是元胞自动机演化时可能变化的函数。元胞的状态包括三个方向的位移、杆件截面面积、弹性模量、节点外力。整个元胞的状态由下面的式子表达：

―――――――桁架节点处发生的位移；

――――――施加到元胞上沿着x，y，z轴的力；

―分别代表元胞杆件的截面面积；

――――――――――杆件的弹性模量；

元胞的状态由上式描述，分别为三个方向的位移，三个方向的外力，截面面积和弹性模量作为已知输入。

2.3三维桁架结构邻居

桁架结构的邻居是一种三维邻居结构，采用如图2所示的邻居状态，中心元胞有18个邻居，显然局部规则与19个元胞的状态有关。

图2 三维元胞邻居

Fig2. 3-D neighbor

2.4局部法则

桁架结构的局部法则为最小势能原理，即，周围邻居的位移引起元胞的响应总是使得势能最小。

3元胞自动机的计算流程

图3.计算流程

Fig3. Calculation chart

用元胞自动机用来演化结构在外力作用下的响应流程图如图3所示，初始模型的所有元胞的状态函数中位移分量都为0，元胞自动机的演化过程就是将依据局部能量最小化原理推导出的局部法则（local rule）应用于每一个元胞。所有元胞的状态函数全部更新一次称为一个时间步，这个时间步并不是真正意义的时间，而是用于表示演化结构响应迭代次数的变化。元胞自动机用于演化结构的位移演化在时间上是不连续的，这种不连续性表现在每一时间步上结构位移的变化不是连续变化的，元胞自动机演化认为结构的位移收敛从而跳出循环，元胞自动机演化结束。

4算例分析

4.1平面桁架算例

一平面桁架结构如图4所示，截面尺寸为20×10-4m2，杆件的长度为1m，斜杆长度为1.414m。集中力为100KN，一端为铰支座，一端自由。

图4 二维桁架算例

第5篇

关键词：管桁架、拼装胎架、拼装、安装门架、生命线。

中图分类号：TU323.4文献标识码： A 文章编号：

概述

该工程项目名称为皇明蔚来城1＃、2＃、3＃、5＃楼屋顶钢结构，开发商为山东皇明太阳能房地产有限公司，工程位于德州天衢东路以南、三八路以北。它是高层住宅楼屋顶设计的钢结构部分，整个工程取自两条龙的造型，线条优美气势磅礴；同时它又是太阳能光伏发电的支架结构，整个住宅楼的用电全部利用太阳能发电，是新能源利用的大胆尝试。屋顶钢结构采用H型钢柱和钢梁，中间部分屋面梁采用管桁架结构。屋顶处最高处达54米，管桁架总悬空跨度达46.90米、弧长48.25米。主体刚桁架柱及次构件均采用现行国家标准《低合金高强度结构钢》（GB/T1591-94）中规定的Q345B及Q235B钢。这项工程位于公园旁边很好的地段，屋顶造型施工质量直接影响到楼房的成交额，业主特别重视施工的进度和整体质量，整体要求工期60天。

二、施工方案论证

由于工程位于18层楼顶部，给垂直吊装带来很大的困难，加上住宅楼已经临近大路场地非常狭小，加上工期紧等因素，我们公司专家组仔细研究方案可行性。特别对于中间悬空的管桁架我们征求设计院意见，他们要求搭满堂脚手架高空组装。经我们仔细研究感觉此方案可行性不强，一方面精度不好控制；另一方面下面是已经建造好的屋顶结构，增加脚手架要做施工荷载验算，现场场地条件极不允许；最后专家们一致决定采用现场地下组装成型整体吊装就位的方案。由于管桁架柱子以后安装，我们在管桁架和H钢梁处需要制作专门的安装门架，待安装就位连接好焊上柱子后再把门架拆除。

三、施工方案实施

首先分析整个工程的施工难点：1. 地面拼装的精度控制：每榀弧形的管桁架分成3段厂里加工好运到工地拼装，由于结构弧形特点拼装难道很大；2.整榀吊装就位调整：由于管桁架长度达46.9米，安装误差控制有很多不可预料问题，这环节也是整个方案是的关键步骤；3. 安装圆管柱及拆除门架控制：这是整个工程最后一个难控制的分项工程，因柱子是呈喇叭口状把整个结构托住，所以柱子间连接是相贯线连接，精度要求特别高。

针对以上难点我们组织完整的施工步骤及严密的质量控制措施。首先，对于地面拼装吊装设备我们配置了2台25吨吊机，做好地面对接上下自如升降问题，并根据加工详图按1:1比例制作了拼装胎架，现场电焊请到造船厂高级焊工让拼接处焊接质量不低于工厂加工质量满足规范要求。拼接处所用杆件因现场拼装误差造成相贯线切割口误差，经过实际测量重新送往专业加工厂进行切割，虽然给工程增加工作量，但保证整榀桁架的质量。经过这样严密操作整个拼装质量经现场探伤检验完全符合质量要求，为下道施工奠定质量保障。其次，管桁架吊装就位是整个工程的关键环节，围绕这环节我们做了大量工作，根据吊装18层屋顶的钢结构房屋高度和宽度我们选择了200吨的吊机施工，给项目经理、安装队、指挥员、吊机配备对讲机，操作时达到安全、保证质量。接着我们在高处支座和低处支座分别制作了临时支撑管桁架梁的门架，特别是低处的门架由于要受到重力和水平的推力，我们做了严密的支撑加固工作，由本人带领总工对每个可能受力的部位都进行加固和检查。业主皇明集团特别重视邀请大量来宾参观，我们全体人员共同努力终于安全就位，就位后用千斤鼎对其标高和水平度进行微调，和屋顶的钢梁拼接满足设计及规范要求。接着吊装第2榀，用檩条初步固定，待完全校正好水平度后全部安装横向杆件和檩条。由于管桁架长度原因有部分侧向扭曲，我们经过认真科学调整达到连接完整满足设计和施工规范要求。由于檩条上面要安装太阳能光伏发电设施，所以对檩条安装的精度要求特别高。为了保证精度，我们针对每个檩条间距进行全方位复核保证精度。最后，安装柱子及拆除门架是最后一项难关。我们首先根据图纸和现场实际要求对每个部位的钢柱的实际尺寸进行了精确的测量，根据测量数量推算出交点处的角度和尺寸。为了达到准确，我们到专业的厂房在软件上面精确定位测算，做到理论和实际的双重复核。安装圆管柱用多套手拉葫芦起升定位，最后进行焊接。因工厂按模型放出来尺寸和现场有误差，用相管线切割机切出来的接口需现场切割调整。鉴于此原因我们聘请高级技工现场测量、切割，终于圆满安装就位，整个工程顺利完工。

现在测量和切割、焊接方面操作情况：测量是工程精度的保证，我们测量选用4台高精度的经纬仪和2台水准仪全程测量，对于高程和角度等对每个测量点都测量3遍以上，减少人为和仪器的误差，达到和土建的完美结合满足要求。特别在拼装环节的弧度和失高等数据控制到规范以内，整体拼装成功正是测量成果的展示。切割方面尽量减少动用气割，螺栓孔误差采用绞刀仔细修正，对于弧形类的切割重要部位找专业的厂家在相管线切割机上操作，连接板等部位的节点板在仿形切割机上操作，严格达到图纸和施工规范要求。焊接方面是本工程作业量比较大的内容，电焊机配备了直流焊机和二氧化碳保护焊机以及无损焊缝探伤仪，对于圆管等焊接角度要求复杂采用直流焊机焊接，对于支座等大面积深焊缝部位采用二氧化碳保护焊机焊接。焊好专职检查员马上检验，不合格的部位马上打磨开并重新电焊，经质量检验部门验收，焊接质量完全达到要求。柱子和支座板是用销轴连接，由于安装精度控制好，最后销轴顺利连接，无任何的强行硬穿及扩孔现象。

四、安全措施

安全措施是本项目特别认真对待的问题。首先对于门架的设计经过专业人员认真计算，制作时保证精度为控制安装误差做好保障。门架吊装就位后，除了和屋顶的钢梁连接外另还增加了大量有利的斜撑。特别对于低处的门架，由于受到重力和水平推力双重作用，我们利用吊机和辅助结构进行了模拟的推撞试验，做到满足设计和规范要求。吊装整体管桁架时，为了不发生意外高空坠物砸伤人，我们每个可能出入人的部位都进行看管，保证吊装作业有序、安全进行。由于刚好处冬季施工，加上18层楼高度风大，安装就位后加设大量的缆风绳以保证抗12级大风，并在现场24小时设专人监守保证不发生意外。安全生命线的设置也特别仔细，每榀管桁架在三角型桁架空间内设置一道通长的Φ8镀锌钢丝，来回走动人员均按要求配安全带挂在生命线上走动。高空进行杆件电焊，每处均搭好作业脚手架和防护措施，地面设专人配灭火器看管严防焊渣掉下着火。保证安全措施满足规范要求。经过我们项目部的精心组织，本工程安全完工，无发生任何安全事故。

五、结束语

通过本工程的安全、保质量的施工，有很多值得探讨的地方。大跨度管桁架吊装就位方案选择是项大胆的尝试，从节约成本来说做到最大化，在不影响装修工程方面做的非常完美，工期方面节省宝贵的工期。但任何一项好的方案都有各种风险，这项工程安全风险一直是我担心的地方。并且对于现场拼装精度控制方面，是否有更高效和更节省时间和费用的优等方案，也是我们从事此类工程需进一步探讨的问题。在实施工程中，作者作为一线的项目经理始终待在现场监督各种施工细节。特别是安全措施方面，参考大量同类工程施工典范，严格按照规范施工，同时咨询同行的专家做好充足的技术储备。施工中虽然碰到严寒的雨雪天气，我们克服掉重重困难，保证施工进度和质量。经过本项目施工，本人积累了这方面宝贵的经验，为公司打开德州市场奠定了良好的基础，同时也赢得了建设单位和设计院、监理公司、质监站的一致好评。本方案不足和待改善之处希望得到同行和专家的指正。

【参考文献】

1．《建筑钢结构焊接规程》（JGJ81-91）

2.《钢结构高强螺栓连接的设计、施工及验收规范》（GBJ82-91）

第6篇

摘要：大跨度悬臂桁架结构被广泛应用于体育场馆、会展中心等公共建筑中，其在强震下的失效机理值得关注。本文对悬臂桁架的失效模式及失效特点进行了研究，重点分析了悬臂桁架结构的失效机制；通过大规模的参数分析，讨论了结构的失效极限荷载随不同地震作用、结构初始缺陷、跨高比等参数的变化规律。

关键词：悬臂桁架结构；强震作用；失效机制；失效模式

虽然钢管桁架在近些年得到了飞速的发展，被广泛应用在体育场馆、展览馆、机场航站楼等大跨度空间建筑中；但是当前针对于桁架结构的研究多以实际工程为对象，研究内容也多是具体工程的受力特点及设计难点分析，较少进行系统的理论探讨，尤其是结构在地震下的响应规律及强震失效机理研究尚属空白。本文正是在这样的背景下，应用动力荷载域全过程分析技术及ABAQUS有限元软件，通过系统的参数研究，探讨悬臂桁架结构在强震作用下的失效机理，定义该结构的强震失效模式，在大量算例分析的基础上，总结该结构的强震失效规律。

一、悬臂桁架结构的典型强震失效模式

以考虑材料损伤累积的桁架CT30080910（符号说明：例CT30080910，其中CT代表悬臂桁架，30表示跨度为30m，08表示跨高比为8，09表示屋面质量为90kg/m2，10表示截面应力比为1.0。其他算例符号与此相似，可类推得到）在三向Taft波地震作用下为例，说明它在不同地震作用强度下一些动力全过程响应，其它算例的规律均与此算例类似，不再赘述。

桁架的各特征响应如图1所示，荷载幅值为400gal时，结构只有上弦根部的一根杆件开始进入塑性（图1b），结构最大节点位移也仅有0.1757m（图1a），没有出现全截面屈服的杆件。随荷载增大，塑性进一步发展，当荷载增至900gal时，除根部杆件出现全截面塑性外，中部上弦斜杆出现全截面塑性，结构最大节点位移增至0.346m，结构仍然能够保持平衡振动（图1c）；当荷载增加至950gal时，塑性杆件剧增，根部两个节间的上、下弦杆及腹杆都进入了全截面塑性，结构振动发散。结构在900gal以前一直保持着悬臂的变形状态，而在950gal时发生了严重的倒塌，因此，可以判定荷载幅值950gal是结构的倒塌荷载，900gal是结构的失效极限荷载。

在这一算例中，悬臂桁架结构随着荷载幅值的不断增加，杆件塑性不断深入发展，最后因为下弦杆件塑性过度发展，变形过大而发生倒塌。结构倒塌时，结构内部的材料、特别是在悬臂桁架根部产生了严重的塑性变形，说明结构的倒塌是由于根部材料强度失效引起的，因此该结构破坏形式属于动力强度破坏范畴。而同网壳结构不同的是，悬臂桁架结构材料塑性发展并不均衡，只是根部的两个节间的杆件全部进入塑性，其他节间塑性发展相对要弱一些，这也体现了悬臂桁架这种结构形式的受力特点，即从根部到悬臂端受力逐渐减小。

二、结构失效响应规律

从图2可以看出，悬臂桁架结构是一种缺陷不敏感结构，它的倒塌极限荷载并没有随着初始几何缺陷的增大而降低，塑性深度的发展受初始缺陷的影响也特别小。因此为了简化计算，在计算分析中悬臂桁架可以忽略初始几何缺陷的影响。通过计算可得，在不同的地震动作用下，结构的特征响应差别很大，这在图3中有明显的体现。其中，结构在Taft波作用下的地震响应更大，有的甚至相差两倍以上。除此之外，从其它结构的全过程响应变化趋势上来看，结构在三种地震动作用下的响应规律还是基本一致的。分别采用单维（包括水平和竖向地震输入）以及三维地震动输入，可以看出结构在三维地震下的动力特征响应比单维的更加剧烈，且竖向和三维地震作用引起的反应相差很小，因此，在精度要求不是很高的时候，也可以近似用竖向地震动代替三维地震。图5可以得出悬臂桁架结构的抗震性能随高跨比的变化趋势为：随高跨比的减小，结构的失效极限荷载幅值有增大趋势，以1/8和1/12对比，有些情况甚至提高一倍多；结构的杆件塑性发展程度随着高跨比的减小有加深趋势。图3-12b中显现出，不同高跨比的桁架最大节点位移集中在0.3m～0.75m之间，随高跨比的变化并没有一致的变化规律，判断结构的塑性发展深度需要综合考虑结构的各项特征响应指标。

三、结论

本文通过对悬臂桁架结构的强9707失效规律进行研究，获得了结构的失效模式及结构随各工程参数的变化影响规律，研究内容可为工程结构的设计提供参考。

第7篇

关键词：大跨度钢结构施工流程质量控制施工工艺力学分析

中图分类号：TU391 文献标识码：A 文章编号：

分段吊装法作为钢管桁架结构最常用的施工方法之一，同样适用于鄂尔多斯体育中心游泳馆屋盖中。本章针对具体的工程，提出分段吊装法施工方案，详细介绍分段的原则、起重机械的选取、吊装顺序、吊点设置等，并对AB区平面桁架的强度和稳定进行验算，最后通过施工过程模拟说明该方案的优劣。

分段吊装法施工方案

AB吊装区域所有构件均采用散件运输至现场进行拼装。中心加强环外环散件运输至现场，拼装成三片进行吊装，环内构件采用散装。外环桁架分47段进行吊装，径向桁架整段吊装。

起重机械设备选取

本工程主要安装机械为一台400吨履带吊（CC2400-1型）负责吊装AB区环桁架和柱头预埋段。另一台400吨（CC2400-1型，SWSL工况42米主臂+66米付臂）主要负责吊装AB区的中心加强环、径向桁架及桁架间系杆、支撑，AB与C区交接处内环桁架及柱头预埋段。两台150吨履带吊（CCH1500型，主臂长=45m，辅臂长=36米）辅助吊装各安装区域的次构件。

吊装分段原则

游泳馆钢结构桁架的分段目的在满足吊装设备的吊装性能前提下，减少高空拼接吊次，以此来保证工期、工程质量要求。整个工程分段构件主要包括游泳馆所有钢桁架。

中心加强环外环分三片进行吊装，环内钢梁采用散件吊装。AB区环桁架分段方式主要有两种：1）AB区与C区搭接处，即7-17轴环桁架，将轴间环桁架和柱头预埋段分别作为一个吊装单元；2）AB区其余环桁架均采用将轴间环桁架及一个柱头预埋段共同作为一个吊装单元。AB区径向主桁架采用整段吊装。径向主桁架为平面桁架，共36榀。单榀桁架长65.8m，外侧端部高5.7m，内侧端部高9m，重约22吨。杆件最大截面Φ580×20，最小截面Φ219×6。

吊装顺序

表4-1 吊装顺序表

吊点计算

桁架吊装采用4点法吊装，各吊点设置在桁架上弦节点上，吊点采用捆绑法。根据吊点的布置情况选择一定长度的钢丝绳，钢丝绳的长度要满足不同吊点之间所挂钢丝绳起吊时的夹角不大于60°，然后进行受力分析，算出钢丝绳的荷载分配情况，然后查钢丝绳参数表，选择合适的钢丝绳。

以桁架最大吊装单元约41吨为例计算，桁架采用4点吊装法，每一吊点位置上设置一道吊索，吊点采用捆绑形式，钢丝绳夹角为60°。P=4×S×sin60（P-吊装单元重量396kN；S-索力大小），S=114.5kN，取安全系数K=8，修正系数为0.82，P破=8×114.5/0.82=1117kN，可选用φ47mm钢丝绳吊装（规格6×37+1）。

径向桁架采用两点吊装，径向桁架巨柱端部用H200×200×8×12型钢设置临时支撑进行固定，加强环端部使用连接板焊接进行临时固定，中间加设2道共4根缆风进行调节及固定（图4-1），在系杆及支撑杆件安装焊接完成拆成缆风绳。环桁架采用4点吊装，两端用连接板和预埋段进行临时焊接固定。吊点的位置和吊高如图4-2所示。

图4-1 缆风绳布置图

图4-2 吊点布置图

径向桁架吊装过程中的强度分析

为保证径向桁架在吊装过程中的安全，考虑径向桁架在起吊后，吊在空中的强度，以及径向桁架就位后的强度两种情况。

在MIDAS进行吊装过程模拟时，吊索自身存在一定的变形量，但是分析结果中不需要考虑拉索的变形，因此为简化分析，不考虑拉索的变形，认为拉索是无限刚，即在吊点的位置施加平面外约束和竖向约束，不考虑拉索的作用。

荷载通常考虑风荷载、振动荷载、构建自重、吊点的提升力等等。而在实际吊装过程中可以认为其是在做匀速运动，因此仅考虑自重的影响。在施加自重荷载时，考虑1.05倍的增大系数，同时考虑到吊装过程中的动力效应，取动力系数为1.2，因此重力加速度为1.26g。

提升阶段强度分析

该过程是径向桁架完全脱离地面，吊在半空中做匀速运动的过程。此过程中可以得到结构的位移和应力如图4-3、图4-4所示。

图4-3 提升阶段的总位移云图（mm）

图4-4 提升阶段的杆件应力云图（MPa）

图4-3中，可以看出径向桁架在吊装过程中的最大位移发生在与中心加强环相连的上弦节点处，最大位移为25.1mm，25.1mm/52560mm=1/2094，满足要求。从图中可以看出，在吊点范围内的部分位移很小，越远离吊点，位移越大，最大位移亦满足要求，因此吊装过程中不需要加固处理，位移可以通过预起拱等措施来解决。

图4-4中，最大拉应力和最大压应力都发生在吊点附近的斜腹杆处，起主要作用的是中间的吊点，靠外环的吊点处应力也较大，这符合实际情况。最大应力为35.5MPa，远小于钢材的屈服强度，杆件不需要加固处理。

桁架就位时强度分析

该过程是指桁架在吊装到设计位置时，接触到临时支撑支座时的状态。此状态下在原有约束基础上，需要在桁架的下弦杆固定约束（图4-5）。

图4-5 临时支撑约束图

分析吊装单元刚就位时和与中心加强环焊接连接后的两种状态，结果如下图4-6、图4-7、图4-8、图4-9所示。

图4-6 刚就位时的结构总位移图（mm）图4-7 与中心加强环连接后的总位移图（mm）

图4-8 刚就位时的杆件应力云图（MPa）图4-9 与中心加强环连接后的杆件应力云图（MPa）

对比图4-6和图4-7，刚就位时结构的位移与吊装过程中的位移基本相同，而固定后结构的最大位移为1.4mm，远小于吊装过程中。图4-9中，固定后的最大压应力发生在内环的斜腹杆处，最大拉应力发生在跨中吊点处的斜腹杆上，最大应力为20.2MPa，远小于刚就位时的35.5MPa。

分段吊装施工全过程模拟

按照施工方案，共计17个施工阶段，施工阶段1-14为钢管桁架结构吊装至合拢状态；施工阶段15为浇筑混凝土，铰接结构变成刚接结构；施工阶段16为卸载跨中支撑架；施工阶段17为卸载支撑架，完成整个施工过程。选取其中若干关键施工阶段下的结构的位移对比图如下表4-2所示。施工阶段14和施工阶段17的总位移图如图4-10和4-11所示。

表4-2 关键施工阶段下结构的位移（mm）

图4-10 吊装完成后的位移图（mm）图4-11 拆撑完成后的结构位移图（mm）

由上述关键施工阶段的位移可知，结构的最大位移为44.89mm，发生在12轴主桁架上，小于跨度的1/400，满足拼装精度要求。

结构施工过程中的受力情况与设计状态的不一致，导致了施工过程中结构部分杆件受力性质的改变，施工状态下杆件的应力比如图4-12所示。施工状态最大应力比为0.230，设计状态最大应力比为0.227。结构杆件在施工状态与设计状态的最大差值为0.034，发生在单榀桁架跨中P180×10杆件上，由于梁中间的支撑架卸载引起。

图4-12 施工完成后杆件的应力比图

小结

第8篇

关键词：竖向Push-ove，钢桁架，转换层

中图分类号：

Vertical Static Elasto-Plastic Analysis of a high-rise building containing a steel truss transfer floor

YE Xiaogang

.Ningbo Urban Construction Design and Research Institute,Ningbo 315012Abstract:Abstract:A FEA model was established for a large-span steel truss transfer floor. Through the Vertical Push-over analysis, the mechanical behavior of the steel truss transfer floor subject to vertical loading was disclosed. The load pattern of a simulated vertical load was investigated and compared with the model test results. It shows that the vertical load pattern of a steel truss can be imitated by the first-order vibration modes; the results of the Vertical Push-over analysis coincides with the model test..

Keywords: Vertical Push-over; transfer story structure;steel struss

中图分类号:F121.3文献标识码：A文章编号

1 前言

Push-over分析方法是对结构施加能近似反映地震动对结构作用的单调增长的水平荷载，逐步进行弹塑性分析，直到结构达到目标位移或形成倒塌机制状态。迄今为止，有关Push-over分析方法的研究成果是求解结构在水平地震作用下的弹塑性反应，本文基于Push-over分析方法的基本思想，将其推广应用于带转换层结构的竖向弹塑性地震反应分析。为此，需要解决两个主要问题：（1）模拟竖向地震作用的荷载分布模式；（2）竖向Push-over分析方法与竖向静力试验一致性的比较。

2.1 模拟竖向地震作用的荷载分布模式

带转换层结构的竖向Push-over分析的关键在于选择一种合适的竖向力分布模式，以便使Push-over分析的结果能够最大限度地体现结构在实际地震作用下的内力和变形的分布。一般所选择的荷载模式要能够体现和包络设计地震作用下结构上惯性力的分布。当结构处于弹性反应阶段，地震惯性力的分布主要受地震频谱特性和结构动力特性的影响，而当结构进入非线性反应阶段以后，惯性力的分布形式还将随着非线性变形的程度和地震的时间过程而发生变化。已有的研究成果表明[1] [2]，对于受高阶振型影响较弱，而在不变荷载形式作用下可产生唯一屈服机制的结构，一般可以假定结构的地震力分布模式在地震反应过程中保持不变，分析得到的结构最大变形和预期的设计地震中的最大变形相差不大。对于带大跨钢桁架转换层的结构，通过前面的研究可以得出，其竖向地震反应以一阶振型为主，因而可以取竖向一阶振型作为模拟竖向地震荷载的分布模式。

2.2 构件塑性铰特性计算

塑性铰特性是用构件的恢复力模型来描述的。恢复力是结构或构件在外荷载除去后恢复原来形状的能力，恢复力特性曲线表明结构和构件在受扰产生变形时，企图恢复原来状态的抗力与变形的关系。为了简化计算，常将曲线形状的恢复力特性曲线用分段直线来代替。经过多年的试验和理论研究，国内、外学者已经提出了许多种恢复力计算模型。一般应用较广且计算较简便的有：（1）双线型（包括不退化双线型、退化双线型、Clough模型）；（2）三线型（包括武藤清模型、D-TRI模型）。D-TRI模型（Degrading Tri-Linear）考虑了刚度退化，能较好地描述钢筋（钢骨）混凝土构件受力全过程。

图1 D-TRI恢复力模型

某大楼A座，主要包括三种类型的构件，一种为处于三层的型钢混凝土转换梁，一种为处于十层转换钢桁架构件，一种为普通的钢筋混凝土构件。对于钢桁架构件，考虑到杆件长度比较大，杆件主要以承受拉压轴力为主，其承受弯矩可以忽略，因而一般采用轴力塑性铰（Axial P Hinge）表示钢桁架杆件的恢复力特性。恢复力骨架线控制点主要依赖于构件的单轴力学性能，因而根据钢材料本构关系和构件的截面属性很容易计算确定骨架线中各承载力参数。采用如图1所示的D-TRI恢复力模型计算混凝土构件和型钢混凝土梁的弹塑性受力性能，其具体计算方法见文献[3]。

3 方法验证

对钢桁架转换层结构进行Push-over分析，并将分析结果与竖向荷载试验得到的试验结果对比，以检验Push-over分析方法用于钢桁架转换层结构中的可行性。

4.1 试验模型介绍

竖向静力试验模型为一个1:7.5的缩尺模型，具有两榀钢桁架的转换层结构，模型中的梁、柱截面的具体构造见图2所示。

图 2 钢桁架转换层结构竖向荷载试验模型

4.2Push-over分析采用的计算模型

为保证Push-over计算模型和竖向静力试验模型的相似性，考虑以下几点：

（1）梁、柱单元均采用杆元模型，认为杆件竖向塑性变形全部集中于预先设定的“可能塑性铰”，其余部分只有弹性变形；

（2）在进行框架抗震设计时，必须遵循“强柱弱梁、更强节点”的设计原则，所以认为转换钢桁架及混凝土框架的节点不发生破坏；

（3）杆元的可能压弯、弯曲塑性铰均假定出现在距杆端0.05L和0.95L位置，轴压、剪切塑性铰假定出现在0.5L位置；

（4）竖向静力试验时，施加竖向荷载的装置会约束柱顶转动，所以计算模型需约束顶层框架柱柱顶的转动自由度；

（5）不考虑钢筋发生的粘结破坏和滑移；不考虑箍筋存在对截面延性的影响；

（6）考虑二次矩影响，即考虑“P-Δ”效应；

第9篇

关键词：钢桁架梁桥；两层面安全分析；结构优化；弹性模量缩减法；广义屈服准则

中图分类号：U441文献标志码：A文章编号：16744764（2013）06005107

钢桁架梁桥因具有构造简单、承载能力高、纵向与横向刚度大、施工周期短等优点，已在钱塘江大桥、南京长江大桥和武汉长江大桥等特大型桥梁工程中得到应用。而钢桁架梁桥也具有跨度大和受力复杂的特点，一旦失效将造成重大人员和财产损失，因此需要重视其安全性。桥梁结构目前主要在考虑各类影响系数的基础上，通过比较构件截面内力和抗力分析结构安全性[14]，属于构件层面的安全分析方法。这类方法尽管简便实用，但不能从结构整体承载状态和失效模式上把握各个构件对结构整体安全性的贡献，难以优化结构的承载力分布和材料消耗。为此，有必要从结构层面开展整体安全分析。当前已有一些成果开展了桥梁结构极限承载力研究[57]，据此分析结构整体安全性。然而，这种方法没有揭示构件安全性与整体安全性之间的定量关系，与结构设计规范的基本思路仍存在一定差距。因此，单独从构件层面或结构层面进行安全分析均存在不足，有必要同时掌握构件和结构两层面各自的承载状态和安全余量，并根据两层面之间的定量联系进行安全分析及结构优化。

在桥梁结构安全分析中，确定构件层面和结构层面的极限承载力是问题的关键。考虑到要模拟结构失效中的非线，弹塑性增量法（EPIM）是最为常用的结构极限承载力计算方法，其正确性得到了实验结果的验证[6，8]。EPIM相对成熟、可信，常用于检验其他数值方法的适用性，但原理较为复杂，需采用增量加载方式追踪结构失效路径，对大型复杂结构的分析计算效率不高。最近20年发展起来的弹性模量调整法，依据线弹性有限元法求解各构件的承载状态和结构整体的极限承载力，克服了非线性方法的缺陷，具有良好的计算精度和效率，得到了广泛应用[911]。近年提出的弹性模量缩减法（EMRM）[12]是弹性模量调整法的发展，该方法给出了基于单元承载比和应变能守恒原则的新弹性模量调整策略，可通过引入广义屈服准则考虑截面所有内力组合效应对构件失效的影响，通过缩减高承载构件的弹性模量及线弹性有限元迭代计算，在结构中形成一系列静力容许内力场，模拟构件和结构渐次失效的过程，据此求解结构极限承载力。该方法简便实用，具有较高的计算精度和效率，能准确反映构件及结构整体的承载状态和安全余量，并已应用于复杂结构的极限分析[13]、安全评估[14]和可靠度分析中[15]，其迭代计算过程和计算结果可同时为构件和结构两个层面的安全分析奠定基础。杨绿峰，等：钢桁架梁桥结构两层面承载力分析和优化

笔者结合钢桁架梁桥，开展基于EMRM的桥梁结构两层面安全分析和结构优化研究。首先利用广义屈服准则建立钢桁架梁桥构件在组合内力下的单元承载比，然后利用EMRM迭代计算的首步结果得到构件单元承载比和构件安全系数，利用末步迭代结果求得结构极限承载力和结构整体安全系数；根据迭代计算过程中单元承载比的变化，可识别桥梁结构中的高承载和低承载构件；进而结合构件安全系数和结构整体安全系数分析桥梁结构的安全性，同时通过调整高承载和低承载构件的截面强度，开展结构优化研究。

结合构件安全系数和结构整体安全系数可见，该工况下该桥梁在构件层面和结构层面均保持一定的安全储备，不会发生局部失效或整体失效。同时根据迭代过程中各构件单元承载比的变化情况可知，钢桁架桥的全部横梁、单元编号为171～183的系杆、桥梁两端单元编号为41～44、53～60和69～72的上弦杆、远离桥梁两端单元编号为113～148的斜腹杆、单元编号为5～8、13～16、25～28和33～36的下弦杆等构件，其单元承载比从迭代计算的首步到末步始终较低，对结构整体承载能力贡献较小。另一方面，通过表2和图3可以看出，从迭代过程的首步到末步，第1、2组单元始终处于高承载状态，它们尽管数量不大，但对桥梁结构的承载力和安全性起着控制作用。因此，可通过调整上述低承载和高承载构件，优化桥梁结构的承载状态，降低材料消耗。

3.1.2基于两层面安全分析的结构优化根据桥梁在构件和结构两层面的承载力和安全系数分析，可以看出结构中存在大量的低承载构件，这些构件自身安全余量大，且对结构整体安全度贡献不大；同时，结构中的高承载构件尽管数量少，但对结构整体安全性起到了控制作用。因此可以通过减小低承载构件的截面强度、减少其安全余量的方法，使结构中承载比分布更加均匀，从而优化结构受力状况，且能够在保持结构整体承载力不降低的前提下降低造价。另一方面，通过提高具有控制作用的部分高承载构件的截面强度，可以较大幅度提高桥梁结构的整体安全度，而且工程造价仅有少许增加。

另外，也可以通过提高部分高承载构件的截面强度，达到优化结构受力性能和增大结构整体安全度的目标。由表2和图3可见，前2组共8个构件的承载比在迭代中始终较高，安全系数相对较小，在加载过程中将首先进入塑性极限状态，现将这2组8个构件的截面增大至面积8.10×10-3m2和惯性矩5.47×10-5m4。图5给出了调整前后承载比均匀度和最大单元承载比的变化，可见承载比均匀度得到提高，同时最大单元承载比降低，也就是说，各构件对整体承载能力的贡献度更加均匀化，所以结构的受力更加合理。利用EMRM的末步迭代结果，求得结构的整体安全系数从调整前的4.22提高到5.13，增大21.56%，而结构用钢量仅增加了104%。

4结论

提出了钢桁架梁桥两层面安全分析方法，可以采用弹性模量缩减法求解桥梁结构的构件安全系数和整体安全系数，进而从构件和结构两个层面分析钢桁架梁桥的安全性。该方法将广义屈服准则和弹性模量缩减法引入钢桁架梁桥的安全分析中，考虑了组合内力对结构安全性的影响，克服了依据单一内力评估结构安全时可能导致偏于不安全的问题。同时，该方法结合两层面安全系数之间的定量关系，可以在迭代分析过程中识别出高承载和低承载构件，通过调整这些构件的截面强度，优化桥梁结构的承载状态，提高结构承载力，降低材料消耗，为桥梁设计、评估和维护加固提供新途径。

需要说明的是，研究工作仅考虑了强度要求，下一步将综合考虑强度、刚度、稳定性以及耐久性等方面的要求，开展工程结构两层面安全分析和优化研究。

参考文献：

[1]中交公路规划设计院. JTG D 60-2004 公路桥涵设计通用规范 [S]. 北京：中国建筑工业出版社， 2004.

[2]交通运输部公路科学研究院. JTG/T J 21-2011 公路桥梁承载能力检测评定规程 [S]. 北京：人民交通出版社， 2011.

[3]交通运输部公路科学研究院. JTG/T H 21-2011 公路桥梁技术状况评定标准 [S]. 北京：人民交通出版社， 2011.

[4]李亚东. 基于设计规范的桥梁承载能力评估[J]. 桥梁建设， 1996， 26（2）： 6163.

[5]Cheng J， Jiang J J， Xiao R C， et al. Ultimate load carrying capacity of the Lu Pu steel arch bridge under static wind loads [J]. Computers and Structures， 2003， 81（2）： 6173.[6]Ying X， Kuang J S. Ultimate load capacity of cablestayed bridges [J]. Journal of Bridge Engineering， 1999， 4（1）： 1422.

[7]Yan D， Chang C C. Vulnerability assessment of singlepylon cablestayed bridges using plastic limit analysis [J]. Engineering Structures， 2010， 32（8）： 20492056.

[8]Thimmhardy E G， Marsh C， Chen H， et al. Nonlinear analysis of steel and concrete bridge components [J]. Computers & Structures， 1995， 56（2/3）： 439459.

[9]Mackenzie D， Boyle J T， Hamilton R. The elastic compensation method for limit and shakedown analysis： a review [J]. Journal of Strain Analysis for Engineering Design， 2000， 35（3）： 171188.

[10]AdibiAsl R， Seshadri R. Local limitload analysis using mβ method [J]. Journal of Pressure Vessel Technology， 2007， 129（2）： 296305.

[11]Chen L J， Liu Y H， Yang P， et al. Limit analysis of structures containing flaws based on a modified elastic compensation method [J]. European Journal of MechanicsA： Solids， 2008， 27（2）： 195209.

[12]Yang L F， Yu B， Qiao Y P. Limit bearing capacity analysis of frame using elastic modulus reduction method [J]. Acta Mechanica Solida Sinica， 2009， 22（2）： 109115.

[13]Yu B， Yang L F. Elastic modulus reduction method for limit analysis of thin plate and shell structures [J]. Thin Walled Structures， 2010， 48（4/5）： 291298.

[14]Yang L F， Zhang W， Yu B， et al. Safety evaluation of branch pipe in hydropower station using elastic modulus reduction method [J]. Journal of Pressure Vessel Technology， 2012， 134（6）： 17.

第10篇

关键词：离散变量；结构优化；遗传算法；混合遗传算法

在实际的工程结构设计中，由于规范和设计、施工、模数、型材等原因，大多设计变量都是离散的，离散变量的结构优化设计属于组合优化NP完全类问题。其求解属于NP困难问题，传统优化方法一般得到的是局部最优解。因此，研究遗传算法在离散变量结构优化中的应用将具有重要的理论和现实意义。遗传算法[1]是美国 J.H.Holland 教授于20世纪70年代提出的一种非确定性优化方法，其在解决各类结构优化设计问题方面显示了极大的潜在优势。由于解决不同非线性问题的鲁棒性、全局最优性及不依赖于问题模型的特性、不需要梯度信息及函数的连续性[2～4]、对目标函数及约束条件也没有苛刻要求，这种算法正引起人们研究及应用的热潮[5]。近年来，在此方面的研究取得了相当的进展。但另一方面，应用实践表明，在遗传算法的应用中也会出现一些不尽人意的问题，这些问题主要表现为它容易产生早熟现象、局部寻优能力差、结构重分析次数过多等。本文对遗传算法采取了一些改进措施，并引入了进退搜索算法与遗传算法相结合，取得了令人满意的结果。

1 离散变量结构优化的数学模型

2 遗传算法

遗传算法包含了4个基本要素：①参数编码；②初始群体设定；③适应度函数的设计；④遗传操作设计（选择、交叉和变异是遗传算法的3个主要操作算子，它们构成了遗传操作）。这4个要素构成了遗传算法的核心内容。

3 混合遗传算法的实现

（1）设置最优个体保存站。在算法进化初期的选择操作中使用比例选择算子，而在指定代数后引入最优个体保存策略，设置最优个体保存站，专门用来存放每次迭代后种群中的最优个体，但并不把最优个体排除在交叉和变异操作之外。这样既保持了进化初期个体的多样性，避免了算法收敛于局部最优解，又提高了算法后期的收敛速度。

（2）引入删除算子。对交叉变异后适应度降低的个体进行删除，并以其父代个体代替，防止个体的退化。

4 算例

如图1所示为11杆平面桁架结构。各杆件均为单根热轧等边角钢，各杆件可供选择的截面型号有16个，截面积的取值为{113.2，143.2，145.9，174.9，185.9，235.9，265.9，297.1，308.6，334.3，338.2，497.8，507.6，736.7，791.2，1086.0}mm2 。材料的弹性模量E =200GPa，材料的许用应力为[σ]=160MPa，线位移最大允许值[δ]=10mm；材料密度ρ=7.8g/cm3，此桁架承受三种工况荷载：①P1=50kN P2=20kN P3=20kN；②P1=50kN P2=20kN P3=-20kN；③P1=50kN P2=0kN P3=0kN

11杆桁架结构优化结果如表1。

6 结论

本文针对遗传算法在离散变量结构优化中的缺陷，对遗传算法进行了若干改进，将遗传算法与进退搜索算法相结合，提出了一种混合遗传算法。通过对一个11杆桁架结构的优化设计表明：各种算法的优化结果均能满足应力和位移等约束条件，强度、刚度等多方面均达到设计要求；混合遗传算法改善了遗传算法中存在的不足，提高了局部搜索能力和收敛速度，同时又发挥了遗传算法全局性好的特点；混合遗传算法是一种有效、高效的理想优化方法，可以直接用于离散变量桁架结构的优化设计。

参考文献：

[1] 刘勇，康立山，陈毓屏.非数值并行算法―遗传算法[M].北京：科学出版社，1997.

[2] Kwon Y D，Know S B，Jin S B，et al.Convergence enhanced genetic algorithm with successive zooming method for solving continuous optimization problem[J].Computer and Structures，2003，81（1）：1715-1725.

[3] 张延年，朱朝艳，董锦坤，等.采用混合遗传算法的建筑结构优化设计[J].辽宁工程技术大学学报，2006，25（5）：708-710.

第11篇

关键词：城市场馆；阶梯式肋环形网格管桁架

中图分类号：TU758.11 文献标识码：A 文章编号：1000－8136（2012）06－0001－02

1 工程概况

江阴市民水上活动中心钢结构工程，其投影面积为12 000 m2，东西方向长150 m，南北向宽124 m，最高点高度为32 m，54榀管桁架由中心点成放射状向外布置。钢结构总重量约为3 200 t，主要材质为Q345B。建筑总体为蘑菇状，整个结构为阶梯式肋环形网格结构，结构体系非常复杂，整体不规则。

江阴市民水上活动中心工程钢结构由钢柱、屋盖系统、门厅、马道和零星钢结构几部分组成。钢结构采用钢管相贯通过焊接形成的片状结构，整个钢结构采用阶梯式肋环形网格钢管桁架结构体系。

2 安装方法

2.1 计算机模拟组合安装法

本工程在钢结构施工时采用了计算机模拟组合单元安装法，缩短了大型机械使用的周期，减少了高空作业的内容，降低了高空安全风险，保证了安装过程的安全。具体步骤如下：

2.1.1 确定组合单元

在确定组合单元时，按“保证径向桁架侧向稳定性、尽量减少高空焊接工作量、加快施工进度”的原则，将相邻两榀径向桁架组装成一个空间稳定组合单元，整个钢桁架结构共划分为40个组合单元。每个组合单元包括两榀径向桁架、径向桁架间的环向桁架以及系杆支撑等，该组合单元为空间稳定结构，保证了施工的安全，加快了施工进度。

2.1.2 进行坐标定位

由于结构安装过程中单榀桁架侧向稳定性差以及单榀径向桁架在地面没有足够的支撑点，所以该工程采用现场组合单元拼装、焊接，然后进行安装。在现场利用胎架将阶梯式肋环形网格管桁架的径向桁架和环向桁架在地面组合拼装焊接，但需要将关键点的坐标进行精确定位。由于整个结构为阶梯式肋环形网格管桁架结构，结构体系非常复杂，每榀桁架都呈不规则设计，每榀桁架参差不齐、高低不平，采用传统的CAD平面放样方法很难找到两榀桁架之间的相互关系，并且后续测量工作很大。为了使组合单元的拼装精度和拼装速度得到进一步提高，我们利用CAD三维线形模型将关键点坐标进行空间定位，为组合单元的拼装精度和拼装速度提供了准确的技术依据，避免了传统繁琐的放样工作，该方法对于阶梯式肋环形网格管桁架的组合单元拼装有明显的效果。

根据阶梯式肋环形网格管桁架的特点，采用以下步骤进行坐标定位：

第一步：利用计算机在线型模型中将其中一榀阶梯式肋环形网格管桁架下弦钢管的两端连线，形成辅助线。

第二步：再将两榀阶梯式肋环形网格管桁架的端点连线，形成X坐标轴。

第三步：以辅助线和X轴形成X－Y平面，汇交点为原点，以右手法则建立空间坐标系。根据阶梯式肋环形网格管桁架的特点，利用计算机在线型模型中对分段点和关键点进行空间定位。

2.1.3 组合单元拼装

首先在计算机中进行模拟组装，然后根据坐标定位数据进行组合单元杆件拼装。

2.1.4 组合单元安装

利用计算机模拟每个组合单元吊装过程的状态，确保吊装过程中吊装单元的整体稳定。

吊装机械沿建筑物环形路线行走，依次安装各个组合单元，确保组合单元和临时支撑处于安全状态。

2.1.5 卸载

运用计算机进行卸载全过程模拟，对卸载分区、次序、每次卸载量以及卸载点等进行多次的优化计算，最终确定卸载方案。经过计算分析，整个钢结构分为3个区分步卸载。首先逐步切割1区临时支撑与桁架连接的短柱，其次逐步卸载2区千斤顶，最后逐步卸载3区千斤顶。在临时支撑分区卸载时利用螺旋式千斤顶，多次微量下降，逐步实现荷载平稳转换。

2.2 阶梯式肋环形网格管桁架组合单元安装法

采用阶梯式肋环形网格管桁架组合单元安装法进行钢结构施工时，采用以下步骤进行：①确定组合单元，对阶梯式肋环形网格管桁架进行组合拼装；②安装临时支撑系统，阶梯式肋环形网格管桁架组合单元安装；③钢结构卸载。

3 技术难点

阶梯式肋环形网格钢管径向桁架从中心点成放射状向外布置，位于池底、看台、平台上方，由于池底、看台、平台上方的楼板或次梁只能承受较小的外力，并且此区域其他专业也要进行穿插施工，径向桁架下方无法安装临时支撑，场地条件极为有限。另外该工程工期要求很紧。由于结构安装过程中单榀桁架侧向稳定性差以及单榀径向桁架在地面没有足够的支撑点，故传统的单榀吊装方案受到限制，且施工速度慢。

为了加快施工进度，保证施工质量，实现精细化施工和施工全过程的可控，利用计算机模拟及验算指导施工。经公司专家讨论，决定采用计算机模拟组合安装法进行安装，该方法存在以下技术难题：①地面组合拼装时，阶梯式肋环形网格管桁架的空间坐标定位；②安装过程变形量、临时支撑变形量以及卸载变形量的控制；③卸载次序的确定；④阶梯式肋环形网格管桁架多管汇交处落地支座形式的确定。

4 结束语

阶梯式肋环形网格管桁架结构是一种新型的结构形式，具有较强的建筑表现力，且利于采光。其结构性能介于单、双层网壳之间，具有良好的承载力。组合单元安装法适合于城市场馆的改建、新建工程和受现场场地限制无法散件吊装时的情景，特别适合阶梯式肋环形网格管桁架工程的安装。（编辑：王昕敏）

On the Stepped Rib Circular Grid Tube Truss Structure’s Combination and Installation

Jiang Lanqiao

第12篇

关键词：钢筋桁架楼承板

引言：钢筋桁架楼承板是将楼板中主要受力钢筋在加工厂采用专用设备加工成钢筋桁架，再将钢筋桁架与镀锌钢板焊接成一体形成的组合结构体系。在结构楼板施工阶段，该体系通过镀锌钢板代替施工模板，与结构中焊接钢筋形成的桁架结构共同承担楼板混凝土自重及施工荷载。钢筋桁架楼承板断面示意图如下：

一、施工计划及管理

1.1施工顺序

1.2 人员安排及施工安全

1.2.1 安装时，需要以下人员：起重机操作员、吊钩联结员、信号手、安装工。除起重机操作员外，其他人员均可充当安装工。

1.2.2 施工中应注意安全，避免灾难。如：安装工高空作业，应系好安全带；钢筋桁架楼承板铺设后，应及时固定，以免被风刮散等等。

二、钢筋桁架楼承板订购及制作

2.1 产品订购

2.1.1 订购钢筋桁架楼承板时，应充分考虑产品的型号、长度、数量等内容。

2.2 产品制作

2.2.1 在不影响现场安装工作的前提下，拟订生产计划。

2.2.2 依据产品加工图及具体工程的材料统计表生产钢筋桁架楼承板。

2.3 质量检验

2.3.1 所用原材料（上、下弦钢筋、腹杆钢筋、镀锌板等），应具有质量合格保证书，复检合格报告，并符合设计文件的要求和国家现行有关标准的规定。

2.3.2 钢筋桁架楼承板成品检验应符合相应的国家现行标准的规定，严禁不合格产品出厂。

2.4 产品储存

2.4.1 钢筋桁架楼承板可在工厂内的仓库或露天存放。露天存放时，必须采取防止产品生锈的包装。

2.4.2 钢筋桁架楼承板的保管应采取措施防止产品受损；同时，存放应方便出库。

2.5 产品出库

2.5.1 出库时，产品包装要考虑施工的需要，每捆上应标明安装位置、各规格型号的张数，便于现场清点及安装。

2.6 产品运输

2.6.1 生产商、运输承担方、施工方应共同拟订详细的运输计划，保证施工现场供货及时。

2.6.2 钢筋桁架楼承板水平叠放，绑扎成捆，捆与捆之间垫枕木，叠放高度不得超过三捆。

三、钢筋桁架楼承板搬入现场及存放

3.1 拟定计划

3.1.1 钢筋桁架楼承板的搬入及存放计划的拟定需考虑以下因素：起重设备、进场路线、质量检验以及露天存放。

3.2 产品搬入

3.2.1 装载钢筋桁架楼承板的车辆到达施工现场后，现场负责人要从运输负责人那里接手钢筋桁架楼承板的明细表，然后进行详细查验。

3.2.2 查验后，采用小型起重设备卸货，沿事先拟定的进场路线，将产品搬运到存放处。

3.2.3 钢筋桁架楼承板吊运时应轻起轻放，不得碰撞，防止钢筋桁架楼承板变形。钢筋桁架楼承板的装卸、吊装均需采用角钢或槽钢制作的专用吊架，专用吊架再配合软吊带来吊装，不得使用钢索直接兜吊钢筋桁架楼承板，避免钢筋桁架楼承板板边在吊运过程中受到钢索挤压变形，影响施工。软吊带必须配套，多次使用后应及时进行全面检查，有破损则需报废换新。若无专用吊架时，钢筋桁架楼承板下面应设枕木进行起吊。

3.2.4 如果将钢筋桁架楼承板堆放在起吊位置时，应按照钢筋桁架楼承板布置图及包装图进行起吊工序。

3.3 质量验收

3.3.1 钢筋桁架楼承板进场查验步骤如下：

1 检查每个部位钢筋桁架楼承板的型号是否与图纸相符合。

2 检查钢筋桁架楼承板的出厂合格证。

3 检查进场钢筋桁架楼承板的外观质量、几何尺寸及钢筋桁架的构造尺寸是否符合