中心支撑框架

中心支撑框架（共8篇）

中心支撑框架 篇1

0引言

钢结构装置框架常采用的结构体系有纯框架结构体系和框架-支撑结构体系两种结构体系类型。由于钢结构纯框架结构体系自身存在侧向水平抗力不足等问题, 往往需要在设计中加入钢支撑, 形成钢框架-支撑结构体系, 以增强其抵抗侧向水平力的能力。在石化建设中, 钢框架-支撑结构体系是一种较为经济合理的结构体系, 在这种结构体系中, 钢支撑的设置能够显著地提高结构整体抗侧移刚度, 减小结构的侧向位移。中华人民共和国现行行业标准 《石油化工构筑物抗震设计规范》SH/T3147-2014 (以下简称《石化构抗规》) 中第9.1.3 条规定“钢结构构筑物, 应优先采用框架-支撑结构”体系。支撑是钢框架-支撑结构体系中重要的受力构件, 支撑设计是否恰当合理将直接影响到结构承载力的安全性、可靠性和经济性, 因此, 做好支撑截面的抗震验算至关重要。

1 Ⅹ形中心支撑的抗震验算

1.1 支撑斜压杆截面的抗震验算

根据Ⅹ形中心支撑的计算简图 (见图1) , 利用三角函数公式, 推导斜压杆的轴力设计值Ny和支撑所承受的剪力设计值Vi之间的关系式, 如下:

在竖向荷载 (重力) 和水平荷载 (地震) 作用下, 支撑斜杆除承受水平荷载引起的剪力外, 由于结构的变形协调关系, 还承受楼层水平位移和竖向荷载共同作用下产生的附加剪力V△i (见图2) 。因此, 支撑承受的剪力设计值Vi用公式可表示为:

框架柱在竖向荷载 (重力) 荷载的作用下而产生轴向压缩变形, 由于节点变形协调关系, 在支撑斜压杆中会引起附加压应力 (见图3) , 应在支撑斜杆计算中予以计入。按照现行国家标准 《构筑物抗震设计规范》GB50191-2012 (以下简称《构抗规》) 中第7.6.8 条, 附加压应力 δΔ的计算公式如下:

bi、hi-分别为验算层支撑所在开间的框架梁的跨度和楼层的高度;

Ad-支撑斜杆的截面面积;

Ab-验算层支撑所在开间的框架梁的截面面积;

Ac-验算层支撑所在开间的框架柱的截面面积;左柱、右柱截面不相等时, 可取用平均值。

根据现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017-2003 (以下简称《钢规》) 中第5.1.2条实腹式轴心受压构件的计算要求, 并按照结构抗震设计原则, 引入承载力抗震调整系数γRE, 则支撑斜杆的受压承载力应满足:

对于中心支撑系统, 考虑到钢支撑杆在遭受强烈地震的循环荷载作用下可能发生屈曲而降低承载力[2], 需要对材料强度进行折减后 (即对钢材强度乘以折减系数Ψ) 再进行抗震承载力验算。综合上述公式 (1) 、 (2) 及 (5) , 整理出支撑斜杆的受压承载力抗震验算公式 (6) , 如下所示:

式中, Ψ-支撑受循环荷载作用时的强度降低系数;

λ、λn-支撑斜杆的长细比和正侧化长细比;

fay-钢材屈服强度值;

E-支撑斜杆钢材的弹性模量。

1.2支撑斜拉杆截面的抗震验算

根据X形中心支撑的计算简图 (见图4) , 利用三角函数公式, 推导斜拉杆的轴力设计值NL和支撑所承受的剪力设计值Vi之间的关系式, 如下:

震害和试验研究表明[3], X形中心支撑杆件的最大长细比小于200时, 斜拉杆和斜压杆在支撑体系中是共同协调工作的。因此, 当钢框架-支撑结构体系的支撑斜杆采用拉杆设计时, 确定拉杆轴力时应计入斜压杆在反复循环荷载下强度降低引起的卸荷效应。此时, 轴力设计值NωL宜按下式进行计算:

式中, NωL-斜拉杆在考虑卸荷效应时的轴力设计值

ω-斜拉杆和斜压杆共同协调工作并考虑在反复循环荷载作用下, 强度降低引起卸荷效应系数;

VEi-支撑承受的地震剪力设计值;

V△i-楼层水平位移及垂直荷载产生的附加剪力设计值。

根据《构抗规》中的第7.6.3-2条, 斜拉杆和斜压杆共同协调工作并考虑在反复循环荷载作用下强度降低引起卸荷效应系数的计算公式如下:

式中, φc-长细比小于200时的压杆卸载系数, 在钢框架-支撑结构体系中取0.30;

φi-斜杆轴心受压稳定系数。

根据《钢规》中的第5.1.1条轴心受拉构件的计算要求, 并按照结构抗震设计原则, 引入承载力抗震调整系数γRE, 整理出支撑斜拉杆的承载力抗震验算公式 (13) , 如下:

2 工程实例

某公司20 万吨/年碳四深加工建设工程中冷冻框架为钢结构框架-支撑结构体系。轴线尺寸为18.0 m×18.0 m, 纵横向柱距均为6.0 m;共三层, 一层 (底层) 及二层设备平台的层高均为6.0 m, 三层 (顶层) 为防雨棚, 层高3.6 m。在框架柱中间跨跨间设置X型中心支撑。底层支撑所在开间框架柱采用型钢HW500×500, 截面面积为30 450 mm2;框架梁采用型钢HM350×250, 截面面积为9 953 mm2。底层支撑所在开间框架柱的轴向压力设计值为630.0 k N, 底层的层间位移12.49 mm;二层的重力荷载193.8 k N, 三层的重力荷载为59.30 k N;二层地震剪力设计值为218.30 k N, 三层的地震剪力设计值64.40 k N。

3 支撑斜压杆选用与验算

底层支撑斜压杆选用型钢HW250×250, 支撑斜杆的截面面积为Ad=8 131 mm2, 弱轴与支撑斜杆所在平面垂直。

计算支撑承受的地震剪力设计值:

计算楼层以上的全部重力:

楼层水平位移和垂直荷载产生的附加剪力:

利用公式 (7) 计算考虑附加剪力后的斜压杆轴向力设计值:

利用公式 (4) 计算支撑斜杆中的附加压应力:

支撑所在开间柱的轴向压应力

利用公式 (8) 支撑受循环荷载作用时的强度降低系数:

利用公式 (6) 对支撑斜杆的受压承载力进行验算:查现行国家标准《钢规》中的附录C, φ=0.340。

4 结束语

(1) 在竖向荷载 (重力) 和水平荷载 (地震) 作用下, Ⅹ型中心支撑主要承受水平荷载引起的剪力, 但由于结构的变形协调关系, 还承受楼层水平位移和竖向荷载 (重力) 共同作用下产生的附加楼层剪力。故计算支撑斜杆的内力时, 还应计入楼层附加剪力的影响。

(2) 框架柱在竖向荷载 (重力) 作用下的弹性压缩变形会在Ⅹ形中心支撑的斜杆中引起附加压应力。故在计算支撑斜压杆的截面时, 应计入附加压应力的影响。

(3) Ⅹ形中心支撑的轴线应交汇于梁柱轴线的交点, 在构造上确有困难时, 偏离中心不应超过支撑杆件的宽度, 并应计入由此产生的附加弯矩。

参考文献

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[6]丰定国, 王社良.抗震结构设计[M].武汉:武汉理工大学出版社, 2001.

[7]中华人民共和国国家标准《钢结构设计规范》 (GB50017-2003) [S].北京:中国计划出版社, 2003.

[8]中华人民共和国石油化工行业标准《石油化工构筑物抗震设计规范》 (SH3147-2014) [S].北京:中国石化出版社, 2014.

中心支撑框架 篇2

1 支撑框架在两个方向的布置均宜基本对称，支撑框架之间楼盖的长宽比不宜大于 3，

2 三、四级且高度不大于 50m 的钢结构宜采用中心支撑，也可采用偏心支撑、屈曲约束支撑等消能支撑。

3 中心支撑框架宜采用交叉支撑，也可采用人字支撑或单斜杆支撑，不宜采用K形支撑;支撑的轴线应交汇于梁柱构件轴线的交点，偏离交点时的偏心距不应超过支撑杆件宽度，并应计入由此产生的附加弯矩，

当中心支撑采用只能受拉的单斜杆体系时，应同时设置不同倾斜方向的两组斜杆，且每组中不同方向单斜杆的截面面积在水平方向的投影面积之差不应大于10%。

4 偏心支撑框架的每根支撑应至少有一端与框架梁连接，并在支撑与梁交点和柱之间或同一跨内另一支撑与梁交点之间形成消能梁段。

中心支撑框架 篇3

地震是威胁人类生命财产安全的主要自然灾害之一。为了减轻地震灾害, 地震工程工作者致力于提高建筑物抗震能力的研究, 形成一套较完整的抗震理论并应用于工程实践。传统的抗震设计方法是利用结构本身的抗震性能抵御地震作用, 以达到抗震的目的, 即保证结构本身具有足够的强度、刚度和延性, 使所设计的建筑物做到“小震不坏、中震可修、大震不倒”。这种抗震是一种消极被动的抗震方法。随着社会的发展, 对建筑物抗震设计的安全性和适用性提出了更为严格的要求, 采用传统的抗震设计方法已不能适应现代工程结构的实际需要。中国汶川、日本阪神等大地震的震害调查表明:各类建筑物的结构设计不应仅仅局限于满足传统的“按烈度设防”。完善现有结构抗震设计理论, 探索新的抗震设防标准, 研究更加经济、安全、可靠的结构抗震新体系以及寻求更加合理有效的耐震新技术, 已成为工程结构抗震领域的主要课题, 对有效减轻地震灾害具有重要的现实意义。

1结构抗震性能分析方法

1.1 振型分解反应谱法

振型分解反应谱法是在振型分解法和反应谱理论的基础上发展起来的计算多遇地震作用的方法, 该方法的基本思路是:利用振型分解的概念, 将多自由度体系分解成若干单自由度系统的组合, 引用单自由度体系的反应谱理论来计算各振型的地震作用, 然后再按一定的规律将各振型的动力反应进行组合以获得结构总的动力反应。

1.2时程分析法

在抗震计算中, 多 (高) 层建筑结构作为弹塑性振动体系, 直接输入地面运动, 计算其在地震过程中的各种反应值, 称为弹塑性直接动力法, 又称时程分析法。常用的方法是, 讲地面运动时间t分割成一系列的时间间隔Δt, 在每个时间间隔Δt内把体系当作线性体系来计算, 逐步求出体系在各时刻的反应。

2算例

本次计算采用振型分解反应谱法。选用一个六层钢框架体系, 总高18 m, 各层层高均为3 m, 房屋宽度18 m, 纵向柱距6 m, 房屋总长度24 m, 柱距6 m。楼板厚120 mm。梁、柱截面选用我国H型钢, 钢材屈服强度345N/mm2, 抗拉强度为470N/mm2。分别考虑在该纯钢框架体系的基础上增加单斜布置的普通钢支撑和防屈曲耗能支撑, 两种支撑的面积、数量、布置方式均相同, X向第1、3、5榀框架上布置有支撑;Y向第1、4榀布置支撑, 其布置如图1。

本次计算取抗震设防烈度为8度, 建筑抗震设防类别为标准设防类, 设计基本地震加速度为0.2 g, 设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为Ⅲ类;基本风压:0.3 kN/m2, 地面粗糙类别:B类;楼面恒载:4.5 kN/m2, 活载2.0 kN/m2;屋面恒载:7.5 kN/m2, 活载3.0 kN/m2;梁上线荷载:7.9 kN/m2。假定楼板在自身平面内刚度无限大。本结构采用瑞雷阻尼, 参照抗震规范条例, 取结构整体阻尼比为0.035, 结构构件截面参数如下表:

按照规范要求, 本次计算选取了el centro和san fernando以及一组人工模拟波。将上述地震波曲线进行数学变换后, 可以得到其相应的地震波加速度反应谱曲线如图2所示。我们可以从图中看到输入地震波加速度反应谱与规范反应谱在两个频率段上各个周期点上相差不多, 基本满足统计意义上的相符。

2.1 周期

根据模态分析的结果, 三种结构的前三阶振型都分别为Y向平动、X向平动及Z向扭转。从图3可见, 纯钢框架周期明显长于另外两种结构, 而普通支撑框架和防屈曲耗能支撑框架结构周期相差不大, 普通支撑框架结构比防屈曲耗能支撑结构周期稍长一点, 这是由于两者的轴向刚度相同而抗弯刚度差异所导致的。

2.2 层间位移角和水平位移

在横向静力地震作用下, 纯钢框架的最大弹性层间位移角θx=1/263, θy=1/217, 普通支撑框架为θx=1/417, θy=1/370, 防屈曲耗能支撑框架为θx=1/454, θy=1/370。纯钢框架由于抗侧刚度较弱, X和Y向最大弹性位移角超过了规范GB50011-2001规定的1/300的限值, 普通支撑框架和防屈曲耗能支撑框架的层间位移角和水平位移均满足规范要求, 且层间位移角相差很小, 第2、3层的层间位移较大, 含支撑的钢框架结构抗侧刚度较强, 适合在8度设防的Ⅲ类场地土条件下使用。

2.3 楼层剪力

由图5可见, 反应谱法分析楼层剪力防屈曲耗能支撑框架和普通支撑框架相差很小, 纯钢框架与前两者相差较多。纯钢框架、普通支撑框架和防屈曲耗能支撑框架的X方向基底剪力分别为2 153.9kN、3 152.5kN、3 341.5kN, 防屈曲耗能支撑框架的基底剪力略大于普通支撑框架。

3结论

通过对纯钢结构、普通支撑和防屈曲耗能支撑框架的弹性反应谱分析可以看出, 纯钢框架的抗侧刚度较弱, 而普通支撑和防屈曲耗能支撑框架抗侧刚度较强, 纯钢结构位移不能满足弹性层间位移角的要求, 故不适合高烈度地区使用, 而普通支撑和防屈曲耗能支撑在弹性阶段的抗震性能 (如周期、位移、楼层剪力等) 基本一致, 都适合在高烈度地区使用。但防屈曲耗能支撑并没有体现出其优越性。然而, 在罕遇地震作用下, 防屈曲耗能支撑的弹塑性性能是否能较普通支撑更加优越还需进一步的时程分析研究。

参考文献

[1]周福霖.工程结构减震控制[M].北京:地震出版社, 1997.

[2]周云, 周福霖.耗能减震体系的能量设计方法[J].世界地震工程, 1997, (12) .

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[5]彭俊生.结构振动理论与计算机实践[D].成都:西南交通大学, 2006.

中心支撑框架 篇4

1.1 工程场地概况

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

1.2 工程建筑概况

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

2 主体结构设计

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

2.1 结构设计基本参数

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

2.2 RC框架材料信息

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

2.3 钢结构构件布置

支撑-钢框架结构构件布置:

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

3 结构计算分析

3.1 结构计算参数

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

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

3.2 结果的计算模型

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

3.3 结构振型

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

3.4 剪力系数

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

3.5 平均位移和最大层间位移

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

3.6 平面规则性分析

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

3.7 竖向规则性分析

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

3.8 抗剪承载力验算

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

3.9 整体稳定性分析

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

4 结论

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

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

关键词：RC框架,支撑-钢框架,抗震性能

参考文献

[1]GB50009-2012,建筑结构荷载设计规范[S].

[2]JGJ3-2010,高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[3]GB 50011-2010,建筑抗震规范[S].

[4]GB 50017-2003,钢结构设计规范[S].

偏心支撑钢框架结构延性设计探讨 篇5

1 偏心支撑钢框架的类型

常见的偏心支撑钢框架结构体系有如图1所示的4种形式, 它们从左到右依次分别为K型、D型、Y型和V型, 其中标有字母e处的梁段为耗能梁段。这么做的目的是, 当结构作用有较大水平荷载时, 耗能梁段能第一时间发生屈服, 产生较大的塑性变形, 耗散掉大部分外加荷载所做的功, 保护其他构件免于破坏或延迟破坏, 对整体结构起到保护作用。在大震和强震作用下, 耗能梁段就像电路中的“保险丝”一样, 屈服并产生明显的塑性变形, 耗散尽可能多的地震能量, 使支撑斜杆所受的轴向力得到了有效控制, 防止支撑斜杆发生屈曲破坏。

2 耗能梁段的受力特点及内力分布

大量的研究表明, 耗能梁段的受力特点及内力分布跟其长度和支撑的结构形式有关。如图2所示, 是最常见的两种偏心支撑钢框架结构———K型和D型, 在侧向水平荷载作用下, 耗能梁段和框架梁的所受内力的分布情况。从图2可以看出, 整个耗能梁段上均受有很大的剪力, 同时两端还受有较大的弯矩, 轴向力相对比较小。相比于耗能梁段, 框架梁受有较大的梁段端弯矩和轴向力, 但剪力要小的多。当作用有相同的水平荷载时, 耗能梁段越短, 其上的剪力就会越大, 耗能梁段会先发生剪切屈服, 形成剪切塑性铰, 这也就是通常所说的剪切屈服型耗能梁段;反之, 耗能梁段先发生弯曲屈服, 形成弯曲塑性铰, 也就构成了弯曲屈服型耗能梁段。研究表明, 剪切屈服型耗能梁段, 弹性抗侧刚度接近于中心支撑钢框架, 耗能能力和滞回性能也优于弯曲屈服型, 所以它更有利抗震。

3 耗能梁段的设计

根据耗能梁段的破坏形式, 偏心支撑钢框架分为剪切屈服型和弯曲屈服型, 大量的研究表明, 剪切屈服型的耗能能力更好一些。因此, 在偏心支撑框架的设计中, 宜设计为剪切屈服型, 即e≤1.6Mp/Vp, 并且当耗能梁段的长度介于1.0Mp/Vp到1.3Mp/Vp之间时, 耗能能力最佳。关于耗能梁段的尺寸设计与构造设计详见《高层民用建筑钢结构技术规程》有关的规定。但是, 一般的建筑, 受到建筑构造等因素的制约, 耗能梁段的长度很难在1.0Mp/Vp~1.3Mp/Vp范围之内, 有时候为满足建筑要求, 要把耗能梁段做得较短。另外, 为使抗侧刚度尽可能的大, 耗能梁段也要短一些。耗能梁段越短, 则剪力越大, 耗能梁段的腹板会因剪切变形太彻底而发生过早的破坏, 影响整个结构的承载力和安全性。因此, 依据剪切破坏的特点和耗能梁段的构造要求, 在耗能梁段的腹板上加了斜加劲肋, 对腹板区格上主拉和主压应力附近的部位加强了一下, 以防止腹板的过早破坏, 耗散更多的地震能量。并且作者也设计5组试件, 分两种类型, 一种是耗能梁段按《高层民用建筑钢结构技术规程》设计的类型, 另一种类型是在前一种的基础上, 在耗能梁段的腹板上加了斜加劲肋, 利用大型有限元软件ABQUS进行了模拟试验, 试验的结果跟预想的完全吻合, 结果详见作者2013年发表于《甘肃科学学报》第4期上的文章《K型偏心支撑钢框架在循环荷载作用下的力学性能分析》, 这就说明当耗能梁段设计的短时, 在其腹板上加斜加劲肋后能起到延缓其破坏的作用, 有利于抗震耗能。

4 结语

偏心支撑钢框架结构是适合用于高烈度地区和强震地区的一种抗震耗能结构体系, 其设计不光要从计算这方面来满足, 更重要的是要通过构造设计来增加其延性, 尤其是耗能梁段的设计更是如此, 以此来延缓结构体系在强震大震中的破坏。

参考文献

[1]申永康, 万斌, 邵建华.偏心支撑钢框架延性抗震设计探讨[J].工程抗震与加固改造, 2007, (4) :47-50.

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[3]GB50011-2001, 建筑抗震设计规范[S].

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[8]赵宝成.偏心支撑钢框架在循环荷载作用下的破坏机理及抗震设计对策[D]:[西安建筑科技大学博士学位论文].陕西:西安建筑科技大学土木工程学院, 2003.

某框架支撑结构拆除斜撑改造设计 篇6

北京市某售楼处建造于2004年, 地下一层, 地上两层, 房屋总建筑面积5100㎡。按北京市抗震设防烈度8度设计, 地震加速度为0.20g, 设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为III类。房屋总长68.0m, 宽25.0m、总高10.9m。层高:一层为5.4m, 二层为5.5m。地下一层采用混凝土结构, 地上两层为钢框架支撑结构, 框架柱采用钢管混凝土柱, 框架梁采用钢梁, 支撑采用钢支撑, 楼屋面板为压型钢板混凝土组合板, 基础采用筏板基础。

地下一层原为车库, 现功能不变;一层二层原功能为售楼处, 现改为超市。由于房屋中间5-6-B-C区域附近用斜支撑作为竖向传力构件, 作为超市使用, 有诸多不便。建设方决定拆除斜撑, 满足超市使用功能上的要求。

2 改造方案-转换梁托梁去斜撑方案

在确定改造方案之前, 首先对房屋现状进行了现场调查及检测。该楼现状良好, 未发现有结构上的明显缺陷, 房屋钢构件及混凝土强度等级满足原设计要求。

该建筑一层和二层在横纵轴线相交处5-B轴、5-C轴、6-B轴及6-C轴位置没有结构柱, 荷载通过5-6-B-C区域外围四根钢梁传递给斜撑, 斜向支撑再向下传递 (具体见图1和图2和图4) , 在地下一层顶, 各支撑汇聚于一点, 即横纵轴线相交处 (具体见图4) , 将上部结构荷载传递给地下一层的框架柱, 传力途径较为复杂。拆除斜撑后, 上述四根钢梁荷载无法向下传递, 因此须沿5-A-D轴, 6-A-D轴, 4-7-B轴及4-7-C轴, 增加转换梁, 承担次梁传来荷载, 同时在一层和二层5-B轴、5-C轴、6-B轴及6-C轴位置, 增加框架柱, 与转换钢梁连接 (具体见图3) , 转换梁将荷载传给新增框架柱, 框架柱将荷载传递给地下一层柱, 再传给基础。

改造后, 原结构传力途径改变, 结构需进行抗震验算。主要包含以下两个方面内容。a、对整体结构进行抗震变形验算, 如不满足要求, 需增大结构抗侧刚度;b、对所有梁柱构件进行抗震承载力验算, 如不满足要求, 需进行加固;

3 改造后结构抗震验算

按照上述方案拆除斜撑后, 该结构体系变为框架结构。由于框架柱为钢管混凝土柱, 结构的弹性层间位移角按混凝土结构限值1/550考虑;从表2可以看出纯框架结构不满足抗震变形要求, 需增大结构抗侧刚度。加大框架柱截面或增加钢支撑, 均可提高结构的抗侧刚度及。但加大柱截面尺寸, 需对多根框架柱进行加固, 焊接量较大, 易对原结构柱造成损伤。增加支撑则抗震效果明显且工程量较小, 又能减少对原结构的破坏, 较为合适。

新增主要构件尺寸见下表。

根据建筑结构荷载规范, 原设计活荷载按展览厅取值, 本次改造设计按商场取值, 两者取值没有变化, 均为3.5kN/㎡。抗震设防烈度按8度 (0.2g) , 场地类别为III类, 根据中国建筑科学研究院PKPM软件计算结果, 框架柱抗震承载力均满足要求, 部分次梁, 主要是原来与斜支撑相连的钢梁承载力与变形均不满足要求。框架结构的层间位移角见下表。

结合建筑使用功能, 在建筑两端1-B-C、10-B-C、2-3-A、2-3-D、8-9-A、8-9-D位置各加一道支撑。根据抗震规范, 为保证结构中部区域的抗震承载力, 钢支撑间距不应超过40米, 故需在建筑中部楼梯间7-B-C位置加一道支撑。新的框架支撑结构弹性层间位移角限值见表3。

原承载力不满足的钢梁, 在其下方贴焊200x200x8x13T型钢, 经过验算, 承载力和变形均满足要求。

4 改造前后两种结构形式比较

该建筑原有功能为售楼处, 建筑中间位置4-5-B-C附近区域为售楼处样板间, 基于装修造型需要, 其墙体需做成斜墙, 原结构斜撑即作为斜墙的骨架, 斜撑既承担竖向荷载, 也承担水平地震作用, 斜撑未与主梁和柱直接连接, 而是与次梁直接连接, 不能与框架柱和框架梁协同受力, 成为结构的薄弱处。地震发生后, 斜撑首先会被破坏, 由于此处没有框架柱, 会带来很大安全隐患。改造后的框架支撑结构, 整齐规则, 结构传力途径简单明确, 框架柱与框架梁组成双向完整结构体系, 作为整体共同受力, 提高了结构的安全度;新增支撑布置在结构周围, 提高了结构的整体抗侧刚度。在楼层中间位置楼梯间处布置支撑, 既提高了楼梯间的安全度, 也确保了建筑中部的抗震承载力, 使整体结构无薄弱处。此外新增支撑仅承担水平地震作用, 不承担竖向荷载, 功能更加合理, 安全储备也得到提高。

5 施工要求

对抗震加固及改造工程施工, 应严格控制施工质量以保证新旧结构共同工作, 对本工程的施工, 因钢结构焊接量较大, 焊缝质量必须严格满足规范要求, 严禁对原结构构件造成损伤。具体施工顺序如下:

a应先按设计要求增加钢柱和钢梁, 按图纸加固钢梁;

b拆除二层支撑, 仔细监测钢梁及楼板的变形, 观测三日无变形后, 进行下步工作;

c拆除一层支撑;仔细监测钢梁及楼板的变形, 观测三日无变形后, 拆除完成;

d改造完成后, 监测一月左右, 没有变形后方可进行建筑装修。

6 结语

在房屋改造设计中, 加固改造方案的确定对结构影响至关重要, 而抗震措施也应予以充分重视。在最大限度满足建筑使用功能的前提下, 本着“安全可靠、经济合理、施工简便”的原则, 结合工程具体情况, 制定可靠易行的结构方案和构造措施。

本工程自改造完成并投入使用至今已数年, 所有构件在新荷载作用下工作状态正常。实践证明, 加固合理有效, 达到设计预期效果。

摘要：针对北京市某售楼处, 从结构传力途径、抗震变形验算、抗震承载力核算及施工技术要求等几方面进行加固改造设计, 改造后结构受力更加合理, 抗震性能更加良好。

关键词：斜支撑,抗震加固,转换梁托梁,框架支撑

参考文献

[1]GB50011—2010建筑抗震设计规范[S].

[2]钟善桐:钢管混凝土结构[M].3版.北京:清华大学出版社, 2004.

[3]GB50009—2012建筑结构荷载设计规范.[S].

[4]GB50017—2003钢结构设计规范[S].

中心支撑框架 篇7

我国改革开放历经三十余年, 经济发展发生了翻天覆地的变化, 人民生活水平实现了大幅飞跃, 随之对高层建筑的需求也日趋增加。规范中规定“在正常使用条件下, 高层建筑结构应具有足够的抗侧移刚度, 避免产生过大的位移而影响结构的承载力、稳定性和使用要求”。钢筋混凝土斜支撑框架结构作为近年来新兴的结构体系, 是在框架结构中加入了混凝土斜支撑所构成的结构体系。本文对钢筋混凝土支撑结构框架结构进行了仔细的总结和分析, 对今后开展研究和工程应用具有一定的参考价值。

1 钢筋混凝土斜支撑框架结构的建筑物的影响

湛江石油勘察设计公司的钟芳和王文龙[1]利用东方气田框架整改和校核项目, 深入研究了框架结构在柱间增设混凝土斜支撑的整改方案, 分别对结构模型进行静力分析和地震分析, 对比原结构框架与增设了斜支撑后的结构模型计算结果并进行分析。研究表明:斜支撑的增设可以使结构的自振周期明显减小, 结构的稳定性也随之提升。

北京总后建筑设计研究院的成浩[2]通过建立钢筋混凝土框架斜撑结构6 个典型的代表模型, 并对其作了400 余例弹塑性时程分析, 与相关的试验结果结合后, 分析得到了层间延伸率是控制框架斜撑结构破坏程度的关键因素。钢筋混凝土框架斜撑结构房屋的地震灾害预测可以以层间延伸率为判断根据。最后建立一栋8层的框架斜撑结构, 通过弹塑性时程分析, 印证这种方法的正确合理性。

天津大学严士超[4]研究了钢筋混凝土框架—桁架结构的斜撑刚度的优化问题, 使用拟牛顿乘子法, 对桁架中斜撑的刚度做了优化。通过对一个8 层的钢筋混凝土框架—桁架住宅中的斜撑刚度进行优化, 确定优化后的各项指标均优于优化前来印证该优化方法的正确性。

M.R.Maheri, R.Kousari和M.Razazan[5]对混凝土框架—支撑结构体系进行了试验研究并且应用了Pushover方法作为理论依据, 分析研究表明:框架—支撑结构对结构的承载力、强度的提高有很大的帮助;由于在混凝土框架结构中的X型支撑对减低结构的整体位移有帮助, 所以在结构体系中X型支撑的增加能够直接改进结构原来的性能。

2 人字形框架结构的建筑物的影响

哈尔滨工业大学土木工程学院张文元[6]利用有限元程序ANSYS, 研究分析了人字形支撑和X形支撑在不同轴压比情况下对巨型钢柱滞回性能的影响。并且对于地震作用下结构中钢柱有可能伴随出现的受力状态, 分别研究了轴力和剪力一起增大或者减小时巨型钢柱的滞回性能。

清华大学土木工程系陆新征和江见鲸[7]选用ANSYS和SAP2000 程序, 分别对异型柱框架结构和异型柱加斜撑框架结构的空间受力进行有限元分析。以单个结构单元的分析结果说明, 增设了人字形支撑后异型柱框架结构, 其抗扭刚度、抗扭承载力、延性都有明显提高。通过对比地震作用下各项性能指标, 异型柱框架的抗震性能在添加了斜支撑后提高非常明显。最后建议:为提高结构的抗扭性能, 异型柱框架结构中应该添加部分斜支撑。

李胜祥[8]主要研究了人字形支撑对提高异形柱框架结构的受力性能和延性的作用。通过使用SAP2000 和Ansys软件, 做有限元空间受力分析。加入人字形支撑后, 进行有限元分析, 发现异形柱结构的抗扭承载力和刚度都有了大幅的提升, 尤其延性也增加了不少。通过增设人字形支撑, 可以大幅度的提高结构的抗扭转性能, 进而减少地震对结构的破坏。

3 X型框架结构的建筑物的影响

B.M.Broderick, A.Elghazouli和J.Goggins[9]分别用动力时程分析和静力分析对单层X型支撑框架进行了模拟分析并与试验得到的结果相比较。分析研究表明:采用双线性模型的构件能够对结构在地震反应中的状态进行准确的模拟。但是在对计算层间位移进行时程分析时, 输入准确的模型参数很关键。在对支撑受压进行分析时, 不能使用静力弹塑性方法分析。

A.R.Rahai, M.M.Alinia[10]对增加了X型支撑的混凝上框架结构进行了分析研究, 研究表明:对结构的抗侧刚度的增强, X型支撑起了至关重要的作用;通过得到的荷载-位移曲线能够得出在使用框架—支撑结构时, 结构能够在出现很大的位移时却不发生倒塌, 在非线性阶段一般框架结构的性能没有框架-支撑结构的性能强大。

4结语

钢筋混凝土支撑结构体系对于结构的影响不仅要考虑安全性能还要考虑经济性和适用性。目前国内外对钢筋混凝土斜支撑在罕遇地震下的抗震性能和经济性的数值研究还比较薄弱。为了能够为工程实际中结体系的应用研究提供参考, 今后应该对钢筋混凝土斜支撑框架结构体系抗震性能的理论分析进行更深一步的研究。

参考文献

[1]钟芳, 王文龙.斜支撑对于结构稳定性的作用[J].中国高新技术企业, 2010 (5) :48-50.

[2]成浩, 严世超.钢筋混凝土框架—斜撑结构的震害预测[J].建筑结构, 2001 (7) :28-29.

[3]严世超, 韩青.钢筋混凝土框架—桁架结构斜撑刚度的优化[J].内蒙古工业大学学报 (自然科学版) , 1998, 1 (2) :55-61.

[4]A.R.RAHAI.M.M, Alinia.Performance evaluation and strengthening of concrete structures with composite bracing members[J].Construction and Building Materials 22 (2008) 2100-2110.

[5]胡秀英, 张文元.轴力对巨型钢柱滞回性能的影响分析[J].低温建筑技术, 2005 (2) :58-59.

[6]陆新征, 江见鲸.利用斜支撑提高异型柱框架结构抗扭性能的研究[J].工业建筑, 2012 (6) :10-12.

[7]李胜祥.对斜支撑结构于抗震设计中作用的探讨[J].科技资讯, 2007, 20:68-69.

[8]R.TREMBLAYL, M.HARCHAMBAULT.A.FILIATRAULT.Seismie response of concentrically braced steel frames made with rectangular[J].Hollow Bracing Members (2001) 1020-1110.

中心支撑框架 篇8

关键词：Y型偏心支撑,K型偏心支撑,受力性能

0 引言

偏心支撑钢框架结构是主要应用于抗震设计的一种结构形式, 其具有较大的弹性刚度和良好的抗震性能。近年来, 国内外学者对偏心支撑钢框架进行了大量的试验和数值分析, 得到了具有实际意义的结果, 很多结论在工程方面得到了广泛应用, 目前, Y型和K型偏心支撑框架在工程中较为常见。为更接近工程结构的实际受力情况, 本文利用ANSYS11.0工程软件建立空间Y型和K型偏心支撑钢框架实体模型进行分析 (见图1) , 为工程结构设计提供建议。

分析时考虑材料非线性性能, 分析方法采用有限元法。研究了两种模型框架的整体受力性能, 通过数值模拟, 分析三层钢框架在单向荷载和循环荷载情况下的行为特征, 对比分析了Y型和K型偏心支撑钢框架的屈服强度、极限承载力、延性、刚度和耗能能力等。

1 有限元模型的建立

1.1 试件的几何尺寸

根据前人对Y型和K型偏心支撑钢框架的研究成果, 按照典型剪切屈服型模型来确定模型框架及各构件的几何尺寸[1,2,3]。其中, 模型框架层高设计为3.6 m, 跨度为6 m, 空间框架进深取4 m, 设计3层;梁、柱和支撑均采用H型钢, 梁截面采用H350×250×9×14, 柱截面采用H450×300×11×18, 支撑采用300×200×8×12, Y型偏心支撑框架耗能段截面采用H500×200×10×16, Y型框架耗能段高取500 mm, K型框架耗能段长度取800 mm, 所有结点均假设为理想的刚性连接形式。

1.2 有限元单元的选取及网格划分

偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下耗能梁段腹板首先进入塑性, 这种耗能段的塑性变形是偏心支撑钢框架耗能的主要方式, 这样耗能段将会产生很大的塑性变形, 为了研究更为详细准确, 模型框架的网格划分采用三维八结点实体单元Solid45, 这种实体单元支持材料塑性、徐变、应力硬化、大应变和大变形, 网格划分采用自由划分方式, 这样能划分出比较连续的网格, 单元节点的力和力矩也能够很好地传递[4]。

1.3 定义材料参数

模型框架中各构件的材质均采用Q235钢, 焊条采用E43型焊条。钢材的弹性模量取为E=2.06×105MPa, 切线模量取为Et=0.02E, 泊松比μ=0.3。模型框架在单向荷载作用时采用服从Von-Mises屈服准则的多线性随动强化本构模型。考虑到钢材在循环荷载作用下没有明显的屈服平台, 在计算循环荷载作用下的响应时, 参照EI-Tawil等人[5]的方法, 取极限荷载点与屈服点连线的材料斜率作为强化模量, 并且采用考虑应变强化和带有下降段的三折线模型, 以考虑在循环荷载作用下钢材的Bauschinger效应。

根据实验统计资料, 钢材性能参数如表1所示。

1.4 加载制度与破坏准则

为了使模型框架的受力状态更接近实际工程结构的情况, 假定模型框架柱脚与地面为理想刚接, 并在柱顶施加了0.4Ny (Ny为柱全截面屈服时所能承受的压力) 的轴力。另外由于水平集中荷载作用在柱顶翼缘板上, 为避免发生应力集中或局部变形过大, 将顶层梁端部位置柱侧面的节点沿水平荷载的施加方向的自由度UX耦合在一起。进行结构静力分析时, 参照GBJ 101-96建筑抗震试验方法规程[6]中的有关规定, 在梁端以集中力的形式对Y型偏心支撑框架施加单向水平荷载, 加载方式如图2所示。

根据单向荷载下的荷载位移曲线计算结构的塑性位移Δy, 采用“通用屈服弯矩法” (G.Y.M.M) [7]来确定结构的屈服点。循环加载时按照如下加载方式:Δy/2, Δy, 2Δy, 3Δy, 4Δy, 5Δy…各循环一周, 直至试件破坏。空间钢框架结构在荷载作用下的破坏形态十分复杂, 并且ANSYS本身并没有固定的破坏准则, 所以本文中, 当钢框架的承载力超过极限荷载并降至其0.85倍的极限荷载时就认为框架破坏[7]。

2 受力性能分析

2.1 框架的应力分布

图3a) , 图3b) 分别为空间K型模型框架在屈服阶段和极限状态下的Von-mises等效应力云图, 从图3中可以看出, 模型框架屈服时耗能梁段腹板的等效应力最大, 耗能梁段首先进入屈服, 而其他部分的应力还很小, 都处于弹性范围内;模型框架在极限状态时耗能梁段已经达到极限状态, 柱脚及柱顶局部应力也较高但未达到极限应力, 而模型框架的其他部分的应力还比较小, 很多还处于弹性阶段, 这说明在K型偏心支撑框架上施加外力时耗能段首先进入塑性发生塑性变形, 外力功大部分由耗能段吸收, 这表明K型偏心支撑能有效的保证框架的整体性, 但框架进入破坏阶段时耗能梁段产生了很大的竖向变形。

图4a) , 图4b) 分别为空间Y型模型框架屈服阶段和极限状态的Von-mises等效应力云图, 可以看出, Y型偏心支撑框架的受力状态与K型框架基本一致, 都是耗能段腹板上的等效应力最大, 屈服阶段时除耗能段外都处于弹性阶段, 极限状态时, 耗能段达到极限应力, 除柱脚及柱顶局部应力较高外, 其他部分的应力都很小, 处于弹性阶段。这表明施加在Y型偏心支撑框架上的外力功大部分由耗能段吸收, 耗能段首先进入塑性发生塑性变形, 因此, Y型偏心支撑能有效的保证框架的整体性。

2.2 强度和刚度

两种空间模型框架在单向荷载作用下的试验结果如图5和表2所示, 可以看出, 空间K型模型框架的屈服强度明显高于空间Y型模型框架, K型模型框架的屈服位移略大于Y型的;从两种支撑框架的极限承载力来看, K型框架的极限强度高于Y型框架, K型框架的塑性位移比Y型框架要略大。从而可知, K型偏心支撑框架的屈服强度和极限强度较Y型框架高, 并且两种框架的屈服位移和极限位移相差不多。这说明K型偏心支撑钢框架的强度和刚度要大于Y型偏心支撑钢框架, 这个结果与文献[8]的试验结果是相符的。

两种偏心支撑框架在水平循环荷载作用下的滞回曲线如图6所示。由图6可以看出, 两种框架的滞回曲线都非常饱满以及稳定, 呈纺锥形, 这表明两种偏心支撑框架都具有良好的耗能性能和延性特征, 相对来说, K型框架的滞回曲线更为饱满, 说明K型框架的强度和刚度要比Y型框架的高, 并且K型框架的延性更优。

两种模型框架在循环荷载作用下的骨架曲线如图7所示, 从曲线中可以看出, 空间K型模型框架的强度和刚度要高于空间Y型框架, 这与单向荷载作用下的结果是一致的。

图8为两种模型框架在循环荷载作用下的割线刚度退化曲线, 从图8中可以看出两种框架的刚度退化规律相差不多, K型偏心支撑框架前期退化比Y型要快, 但后期相差不多, 这说明Y型偏心支撑钢框架的早期刚度比较高。

2.3 耗能能力

从两种框架模型在循环荷载作用下的荷载位移曲线可以看出, 两种框架都具有非常饱满的纺锥形滞回曲线, 说明两种框架均具有良好的耗能性能。两种偏心支撑模型框架的耗能情况如图9所示, 可以看出, K型偏心支撑框架的延性更好, 耗能能力更强, K型模型框架耗散的能量比Y型模型框架高20%。

3 结语

有限元分析研究的结果与试验的结果基本一致[8], 可得出以下的结论:空间K型偏心支撑框架的强度和刚度高于空间Y型偏心支撑框架;两种偏心支撑框架的延性和耗能能力都比较好, 相对来说, 空间K型偏心支撑框架的耗能能力更优;空间Y型偏心支撑框架能提供较大的初始刚度, 并且耗能段破坏后比较容易修复, 但施工过程中结点处理较为麻烦, 空间K型偏心支撑框架的延性和耗能能力好, 但耗能段会产生较大的竖向变形。总之, 两种偏心支撑框架各有优点, 设计过程中要综合考虑加以采用。

参考文献

[1]贾子文, 龚永忠, 于安林.Y型支撑钢框架耗能段滞回性能研究[J].西安建筑科技大学学报 (自然科学版) , 2001, 33 (4) :375-378.

[2]方祥, 叶燎原.耗能框架结构中几个问题的探讨[J].云南工业大学学报, 1998, 14 (2) :1-5.

[3]郭秉山, 庄晓勇.K型偏心支撑钢框架耗能梁段长度探讨[J].工业建筑, 2007, 37 (3) :81-85.

[4]王勖成, 邵敏.有限单元法基本原理和数值方法[M].第2版.北京:清华大学出版社, 1996.

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[7]姚谦峰, 陈平.土木工程结构试验[M].北京:中国建筑工业出版社, 2001:219-220.