支撑性能（精选7篇）
支撑性能 篇1
0前言
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) .
[3]刘建彬.防屈曲支撑及防屈曲支撑钢框架设计理论研究[D].北京:清华大学, 2005.
[4]周云.防屈曲耗能支撑结构设计与应用[M].北京:中国建筑工业出版社, 2007.
[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.
[6]戴琦.多层防屈曲耗能支撑框架的弹塑性分析[D].成都:西南交通大学, 2008.
支撑性能 篇2
在当今科学技术飞速发展的时代,人们对地震破坏机理的了解日益加深,对其研究越来越深入,减震、抗震的措施、方法不断创新。在工程中,结构减震是土木工程结构的前沿领域,现在处于一个初期的发展阶段,可分为上部减震和基础隔震。然而在国内地震领域的学者,在减震的基础上又提出了新的抗震结构体系,即结构控制的概念[1]。这将我们的抗震理论又提升到了一个新的发展阶段。
2 国内外在该方向上的研究现状
框架结构是一种主要应用于房屋建筑领域的结构体系[2]。至今为止,框架结构已经有几十年的研究历史了,伴随着科技日新月异的发展,该结构体系的研究成果渐渐走向成熟,已经开始在河北等省份实施建设,并取得了很好的经济效益。
框架结构是由梁和柱以刚接形式连接而成的承重结构体系,建筑平面布置灵活,在我国多高层房屋建筑中的应用十分广泛。框架结构具有较强的抗震能力,地震作用下同一地区中,框架结构破坏程度相对于砌体结构轻微得多。然而,关于框架结构的大量试验研究及强震震害调研表明:普通框架结构抗震防线单一,大震下框架结构仍然会发生严重破坏甚至倒塌。
为了增强框架结构的抗震性能,国内外众多学者与工程技术人员从不同的角度出发,提出了一些提高框架结构抗震性能及抗倒塌能力的有效途径和方法。20世纪70年代,新西兰学者Park R、Paulay T提出了保证钢筋混凝土结构弹塑性变形能力的能力设计方法,即“强柱弱梁、强剪弱弯、强节点强锚固”等概念设计原则,以及通过各类构造措施保证塑性变形部位的弹塑性变形能力。20世纪80年代开始,世界各国结构设计规范对于框架结构的设计均在不同程度上采用了能力设计方法的思想。
3 主要研究内容
在地震的作用下,密肋复合墙板的破坏模式主要以剪切型、弯曲型和复合型破坏。通过地震领域专家实验得出合理设计的密肋复合墙板大多数是发生剪切破坏(破坏过程如图1所示),然而这种破坏模式并不合理,理想的破坏模式是以受拉屈服破坏为主,应避免剪切破坏。因此在此基础上,提出了新的柔性支撑复合墙板结构[3]。
通过参考阅读国内各位学者的有关布筋的形式,本文进行新的理论创新———斜向配筋。斜向配筋可以在很大程度上提高材料的抗拉性能。从理论上看,结构的质量一定,刚度就越小,结构加速度反应就越小,地震作用越小,结构位移越大。相反的,刚度越大,地震作用就越大,结构位移越小。由于材料的抗拉性能较大,可以吸收并消耗一定的能量;同时可以提高结构的柔性。因此,将这种斜向布筋的柔性支撑作为抗震的一种形式。
许多建筑结构已经开始采用采用新型混凝土———泡沫混凝土。柔性支撑泡沫混凝土复合墙板正是本文研究对象。泡沫混凝土具有防火、耐久性好、节约能源、绿色环保等优点,它是有机泡沫保温材料在建筑保温节能方面的优秀代替材料,未来可能会成为建筑保温节能的主导材料。常见泡沫混凝土的密度较低,在建筑结构中采用该种材料,可以减轻结构自重,降低建筑物梁、柱的截面尺寸,达到节约材料和工程费用的作用。其密度较小、质量轻、弹性模量较低等,这些特性使泡沫混凝土结构在承受地震荷载时有良好的减震吸能效果。在建筑工程使用沫混凝土可以有效地增强建筑物的抗震性能,加强建筑物安全性和牢固性[4]。最后,泡沫混凝土的施工工艺较为简单,可采用整体浇筑,又为我们施工带来方便。
4 理论创新
在近几十年的时间里,国内外各学者研究在复杂的地震作用下,如何提高密肋复合墙板的强度,改善其抗震性能。由于板柱体系的受力性能较为复杂,因此,各专家学者也在采取近一步的研究。然而本文所提出的结构体系,可以增强其延性,从而弥补原体系的缺陷,从而开创一条新的思路。
考虑到延性及耗能在结构抗震中的重要作用,并结合消能减震的设计思想,可以在板柱中加入柔性支撑。
为了只考虑其地震荷载、风荷载作用,在复合墙板上下边缘部分,添加弹性材料,使其可大大减小竖向荷载,因此忽略不计。此结构体系,近考虑其水平地震作用。
将两种支撑分别加设在不同的板柱结构中,考虑其多种参数,对结构进行分析对比,并选择更适合的结构体系,与密肋复合墙板结合,选出最优性能的抗震结构。
现今鲜有国内学者研究钢丝网复合砂浆加固方法,本文拟采用钢丝网加固柔性支撑复合墙板。根据构件的受力特点和加固要求不同,可选用单侧加厚、双侧加厚、三面和四面外包等。此方法可以有效地提高结构的延性和整体性,且施工方便,效果显著。
混凝土类型采用泡沫混凝土。泡沫混凝土属于新型混凝土,具有防火、耐久性好、节约能源、绿色环保等优点,它是有机泡沫保温材料在建筑保温节能方面的优秀代替材料,未来它可能会成为建筑保温节能的主导材料[5]。
5 研究意义
由于板柱体系自身抗震性能较弱,我国在这方面的研究较少,因此在密肋墙板研究方向的发展空间相对较大。我们都知道,刚度越大,相对地震作用也会增强。因此在相同的情况下,可尽可能地减小密肋墙板的的刚度,或者提高其抗震性能。泡沫混凝土的自重小,斜向布筋可以提高其抗震性能,进一步优化了混凝土复合墙板。本文的研究可以提高板柱体系的抗震性能,将为板柱体系的推广做出贡献。
6 结语
整体来讲,柔性支撑复合墙板在受力性能方面有了进一步的提升。然而,本文仅是提供出了新的设计思路,具体研究方案还在整合中,研究才就此刚刚开始。可能新的设计思路并不是很完善,还需要通过研究来进一步调整。
摘要：近年来,框架结构已被广泛应用于现代建筑中,成为现代建筑的主要结构形式。根据该结构的发展趋势,已有专家结合密肋复合墙结构和框架结构,开始研究新的结构体系——框架密肋复合墙结构体系。然而从抗震的角度考虑,斜向布筋的抗震性能要比纵向布筋更稳固。因此,受框架密肋复合墙结构体系的启发,提出一种新的结构体系——柔性支撑复合墙结构体系。简要介绍了框架密肋复合墙结构在地震作用下其受力性能,并引入了柔性支撑复合墙结构体系。确定了现阶段的研究内容,介绍了柔性支撑的创新点以及其优势。提出了对斜向布筋进一步优化的方法,并阐述了柔性支撑复合墙结构对现代工业与民用建筑的主要意义以及未来的研究方向。
关键词：密肋复合墙,框架结构,抗震性能,泡沫混凝土,柔性支撑
参考文献
[1]阎兴华,韩淼.工程结构抗震设计[M].北京:中国计量出版社,2000.
[2]何明胜,姚谦峰,黄炜,等.横向荷载作用下密肋复合墙体计算模型及承载力计算方法研究[J].地震工程与工程震动,2008,28(5):102-108.
[3]郭猛,姚谦峰.框架-密肋复合墙结构新体系研究[J].地震工程与工程震动,2009,29(5):73-78.
[4]徐婷婷,刘连新,蒋宁山.泡沫混凝土的研究进展与应用现状[J].住宅科技,2013,34(2):16-17.
支撑性能 篇3
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.
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[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.
[5]EI-Tawil, S.Strength and Ducthity of FR Weld-Bolted Connections[J].Rep.No.SAC/BD-98/0l, SAC Joint Venture, Sacramento, Cal, 1998 (5) :27-29.
[6]JGJ 101-96, 建筑抗震试验方法规程[S].
[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.
支撑性能 篇4
1 自复位防屈曲支撑的构造原理
1. 1 自复位防屈曲支撑的基本构造
自复位防屈曲支撑钢框架结构由内方钢管和外方钢管两者组成起到支撑的作用。在内管和外管的上部需要安装一个连接板,对各个构件来进行连接( 见图1) 。左侧的连接管由槽孔和内管两者进行连接来对其进行固定; 右侧的连接管由槽孔和内管两者进行连接来对其进行固定。外管的中间位置设置有槽孔,穿过槽孔将内部和外管的摩擦板进行连接,借助高强螺栓进行固定。左右端板上有四根高强度的钢绞线固定于此,并且借助端板将预应力来进行传递,从而形成一个完整的支撑结构。
1. 2 自复位防屈曲支撑的工作原理
在自复位防屈曲支撑钢框架的两侧同时给一个外力,当外荷载力与内管、外管的摩擦力之和小于钢绞线的预应力时,即0 <P≤PO+ F,则自复位防屈曲支撑钢框架的内管和外管不会出现位移,并且不会产生能源的消耗; 随着外荷载力的数值逐渐增加,即当P > PO+ F时,则自复位防屈曲支撑钢框架的内管和外管会发生一定程度的位移,并且产生一定的能耗; 当外荷载P开始减小时,当PO- F≤P≤PO+ F时( PO≈1. 2F) ,摩擦板之后会形成方向作用力,不发生耗能; 当P < PO- F时,内钢管和外钢管会产生位移,并且支撑构件逐渐的恢复到原来的状态,开始出现能耗。由此可以得出结论: 在自复位防屈曲支撑钢框架的两侧施加同等的外力时,两侧所产生的能耗和发生的复位情况基本一致。
2 ANSYS计算模型的建立
2. 1 自复位防屈曲支撑滞回模型的建立
支撑滞回模型的建立借助计算机完成,采用七层五榀两跨的结构。自复位防屈曲支撑钢框架模型的建立需要从底部连续向上进行建立,连续布置于第二榀及第四榀框架结构中,如图2 所示。框架层高大约为3. 6 m,跨距为7. 7 m,处于第Ⅲ类场地,地震分组第二组,抗震设防烈度为8 度,强震结构中阻尼比为0. 55。在软件中没有符合自复位防屈曲支撑模型的滞回模型,所以,需要将滞回模型分为两个模型来进行分析,并且两者都可以使用软件来对其进行分析,将两者模型所得到的结构进行叠加就得到自复位防屈曲支撑的模型。
2. 2 材料特性及相关参数
自复位防屈曲支撑钢框架将双线性随动硬化材料模型来作为梁和柱的材料,并且材料的弹性数值为2. 06 ×105MPa,材料的屈服强度为205 MPa,材料的泊松比为0. 3,材料的密度为7 850 kg/m3,材料的强化模量为4 120 MPa。
自复位防屈曲支撑钢框架采用相同的两个Link8 单元来进行模型的搭建,最为关键的模型材料为多弹性材料,弹性的模量数值为1. 3 × 106MPa,泊松比为0. 3,应变点和应力点分别为0. 000 3 和390 MPa,0. 01 和1 950 MPa; 另一个为双线性随动硬化材料模型,弹性的模量数值为1. 2 × 106MPa,泊松比为0. 3,屈服强度为360 MPa,强化模量为0,密度为7 850 kg/m3。相同的Link8 单元截面实常数值为0. 001 m2,其长度为8. 32 m。
防屈曲支撑采用单一的Link8 单元来进行模型的搭建,采用的材料模型是双线性随动硬化材料模型,其中,弹性的模量数值为2. 06 × 105MPa,泊松比为0. 3,屈服强度为345 MPa,强化模量为6 589 MPa,密度为7 850 kg/m3。Link8 单元截面实常数为0. 002 2 m2,长度为8. 32 m。
各项相同的弹性材料模式为楼板,其弹性模量为3. 0 ×104MPa,泊松比0. 3,楼板的厚度为0. 15 m,密度为2 500 kg / m3。
2. 3 边界条件及地震波的施加
自复位防屈曲支撑钢架的柱脚节点需要与地基进行焊接,并且梁和柱的结点也需要借助焊接的方式来进行固定,支撑板与梁、柱的结点需要借助耦合的方式来进行连接和固定。楼板的荷载值大约为2 k N/m2,所具有的重力加速度为9. 81 m/s2,积分步长0. 01 s,可持续的时间大约为19. 19 s。为了更好的模拟强震环境中的地震效果,将地震波的数值需要调节到400 cm/s2,如图3所示。为了更加准确的得到在强震环境下自复位防屈曲支撑钢架的残余变形数值,因此,需要增加20 s的加速度。
3 结果对比
3. 1 对比准则的建立
自复位防屈曲支撑钢架和防屈曲支撑钢框架两者在支撑方面具有共同点。因此,在进行实验时,需要选择759 k N的屈服力来进行对比。地震响应需要与第三榀框架梁保持平行状态,借助柱结点UX方向的位移数值来对自复位防屈曲支撑钢架和防屈曲支撑钢框架的复位情况进行比较。
3. 2 结构地震响应分析
为了有效的对自复位防屈曲支撑结构的抗震性能进行充分的考察,需要对自复位防屈曲支撑( SCBRB) 钢框架和防屈曲支撑( BRB) 钢框架、无支撑抗弯钢框架( NMRF) 三者进行时程分析研究。抗弯钢框架结构中主体框架不但需要承担重力,而且还需要梁柱构件的弯曲变形来对外力进行抵抗。
自复位防屈曲支撑钢框架中,αs为0. 5,αc为0. 5,β 为0. 5,αB / M取3. 0,依照数据来进行结构的设计。为了更好的对自复位防屈曲支撑钢框架和防屈曲支撑钢框架具有对比性,在进行设计时,需要将自复位防屈曲支撑和防屈曲支撑的第一轴向刚度和轴向屈服力相同。自复位防屈曲支撑和防屈曲支撑轴向参数见表1,各层结构的支撑截面相同,初始周期相同。
时程分析结构如表2 所示。表2 中所显示的数据为第三条地震波的包络值。通过数据可以看出,在强震的作用下,普通的抗弯钢框架最大的位移角达到了7. 2% ,残余变形也达到了5. 6% ; 防屈曲支撑钢框架中最大位移角为2. 8% ,残余变形位移角为0. 8% ; 自复位防屈曲支撑钢框架中由于存在复位系统,其残余变形位移角小于0. 1% 。但是,自复位防屈曲支撑钢框架和防屈曲支撑钢框架的剪重比相差不多,主要是由于自复位防屈曲支撑钢框架的第二刚度力大于防屈曲支撑钢框架。所以,将位移角作为评价的指标更加的科学合理。
4 减震效果的影响参数分析
4. 1 支撑与主体结构刚度比 αB / M
支撑结构和主体结构之间的刚度比 αB / M越大,支撑结构所发挥的作用就越大。建筑物的高度一定时,结构的合理基本周期值相对稳定。支撑结构和主体结构的刚度比 αB / M越大,主体结构发挥的刚度力越小。因此,可以对梁柱结点的连接方式进行改变,来对主体结构的刚度进行改变。
选择为 αB / M为3,5,7 的3 个结构,可以得到主体框架的周期和整体结构周期之比以及其刚度之间的关系:
结构的周期TMO,TTO与刚度比 αB / M之间的关系:
当 αB / M= 3 时,支撑结构中最大的位移角和层间的位移角数值最小,是 αB / M为5,7 的0. 8 倍,主要原因是当 αB / M= 3 时,结构中的总刚度为最大值,αB / M= 3 时,底部的剪力为最小值,由此可以看出结构处于非线性工作的环节。可以从控制残余变形和最大变形的角度来进行分析,在地震作用力下,当梁端 αB / M= 3 时,是最科学的选择。
4. 2 耗能系统与复位系统的屈服力比 β
耗能系统和复位系统之间的屈服力比用 β 表示,β 可以对复位防屈曲支持结构的耗能能力产生影响,β 值越大,则系统耗能的能力就越强。当 β = 0 时,代表耗能曲线饱满; 当 β = 0. 9 时,代表无耗能,两种结构的模型如图4 所示。主体结构梁柱结点采用刚接模式,在进行设计时,结构和参数保持不变,仅对 β 数值进行改变。为了使结构更加的具有可比性,需要选择不同的 β 数值,并且使 β = 0 和 β = 0. 9 的结构模型中初始刚度和第二刚度保持相同,具有相同的屈服力。
当 β = 0 时自复位防屈曲支撑框架结构模型的层间位移角为4. 8% ,当 β = 0. 9 时,自复位防屈曲支撑框架结构的层间位移角为4. 0% ,由此可以看出,主体结构已经明显屈服,支撑复位可以从残余变形的位置恢复到初始位置。当 β = 0 时,结构的位移角较大,由此说明耗能系统可以对自复位防屈曲支撑结构具有一定的减震作用。为了使得结构中耗能和复位达到平衡,需要将 β 控制在0. 5 ~ 0. 9 之间。
4. 3 耗能系统与复位系统的刚度比 αc
在确保 β 值不发生变化时,αc的大小与系统的屈服有关,并且 αc会对滞回曲线的饱满程度产生影响,也就是对结构的耗能能力产生影响。当 αc为0. 1,0. 3,0. 5 时,三个不同结构模型中初始周期相同。对结构进行分析之后,当 αc为0. 1,0. 3 时,结构模型中最大层间位移角和残余层间位移角相差较小,当 αc为0. 5时,结构模型中最大层间位移角和残余层间位移角数值最小。由此可见,最大位移的大小会随着 αc的增大而减小。
5 结语
通过对三种不同模型的最大层间位移角、残余层间位移角等进行对比,发现自复位防屈曲支撑结构具有明显的优势。自复位防屈曲支撑钢框架在残余变形方面具有较好的复位能力,减少了钢框架结构的残余变形。
参考文献
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支撑性能 篇5
高强钢组合偏心支撑结构是由偏心支撑结构[1]和高强钢[2,3]的结合产生的,它不但继承了两个领域优点,还相互弥补了对方的不足。因此,高强钢组合偏心支撑结构的研究和发展必然会推动偏心支撑和高强钢的发展,并且拓展它们的应用范围。本文研究的高强钢组合Y型偏心支撑结构是不仅能够充分发挥偏心支撑结构和高强钢的优点,而且继承了Y型偏心支撑结构独有的特征,是一种高效的抗震结构体系。
2模型设计
2.1原型结构概况
模型原型结构为3跨6榀20层高强钢组合Y型偏心支撑框架结构,结构横向三跨(y方向),中跨5.65m,边跨4.5m,纵向(x方向)五跨,跨度均6m,层高3.6m,耗能梁段长度为700mm。
2.2有限元模型
有限元分析时,选取原型结构第一榀支撑框架作为BASE模型,采用ABAQUS软件建立了三个不同钢材组合的梁单元和实体单元组合模型,模型的梁单元采用B31单元,实体单元采用C3D8R单元。框架模型为三跨20层,中间跨采用偏心支撑。模型所加竖向荷载和SAP2000软件设计时的荷载保持一致,水平荷载采用多质点比例加载方式施加,从底层开始其荷载分配比例为1:2:3:4:5:6□:20。模型分析时柱脚完全固接,并约束框架梁的平面外自由度。模型采用理想弹塑性本构关系,Q345钢的屈服强度fy=345MPa;Q460钢的屈服强度fy=460MPa;Q690钢的屈服强度fy=690MPa。弹性模量E=2.06×105N/mm2,泊松比ν=0.3。
3模型计算结果分析
3.1滞回曲线
图1为模型的滞回曲线,从图上可知,虽然3个模型循环的圈数和饱满程度都不一样,但模型的滞回曲线的形状都呈梭形,表现出较好的滞回性能。Q345-20模型能够完成4Δy位移循环,在进入5Δy位移循环时由于其顶点位移大于3600mm(H/20)而发生破坏,它是在3个模型中曲线最为饱满的;Q460-20模型能够完成1次4Δy位移循环,模型在第2次进入4Δy位移循环时发生破坏;Q690-20模型可以完成3Δy位移循环,在第2次进入3Δy位移循环时,结构发生破坏;因此,仅从宏观上看,Q345-20模型滞回性能优于Q460-20模型,Q460-20模型滞回性能优于Q690-20模型。
3.2结构耗散的能量和耗能系数
Q345-20、Q460-20、Q690-20耗散的能量分别为178529.6、124996.6、61478.4kN·m。从图上可知,Q345-20模型耗散的能量最多,Q460-20模型次之。和Q345-20模型相比,Q460-20模型耗散的能量降低了30%,Q690-20模型耗散的能量降低了65.6%。
综上所述,Q345-20模型的耗能能力最强,Q460-20模型次之,Q690-20模型最低。
3.3结构用钢量对比
Q345-20、Q460-20、Q690-20的用钢量分别为1220、1011.46、893.34t。Q345-20模型用的钢量最多,Q690-20模型的用钢量最省。和Q345-20模型相比,Q460-20模型的用钢量节省了17.1%,Q690-20模型的用钢量节省了26.8%;和Q460-20模型相比,Q690-20模型的用钢量节省了11.7%。
4结论
本文采用梁单元和实体单元组合建立了3个具有不同强度钢材的组合模型,通过对比它们的极限承载力、刚度、耗能能力、延性和用钢量等重要指标,发现如下规律:
(1)Q345-20模型的滞回性能最好、Q690-20模型用钢量最省,Q460-20模型具有较好的滞回性能并且用钢量较省。
(2)与Q345-20模型相比,虽然Q460-20模型和Q690-20模型的滞回性能都有不同程度的降低,但它们仍然具有一定的延性和耗能能力,且其承载能力有所提高。
参考文献
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支撑性能 篇6
纯框架结构体系虽然具有良好的延性、较强的耗能能力,但是其抗侧移刚度比较低,如果要获得足够的抗侧刚度则梁柱的截面尺寸会过大,造成材料的浪费。为了提高钢框架的抗侧刚度,框架内常布置支撑,支撑分为中心支撑和偏心支撑。中心支撑结构体系具有较强的刚度,但这种结构延性较差,在地震作用下,受压杆屈曲之后,整个结构的水平刚度及承载力会迅速下降,严重时会导致整个结构破坏。而偏心支撑具有弹性阶段刚度接近中心支撑框架,弹塑性阶的延性和耗能能力接近于纯框架的特点,是一种良好的抗震结构。
偏心支撑框架的延性来源于耗能梁段,耗能梁段在大震时能够形成塑性铰,结构中的其他杆件仍可保持在弹性状态,因此会提高结构的延性。图1中列举了几种常见的中心支撑框架和偏心支撑框架,e为耗能梁段长度[1]。
2 Pus hover模型的建立
2.1 工程概况
该V型偏心支撑钢框架共6层，层高3.6m，框架使用Q235钢材，柱距均为6m，所有框架梁和支撑均采用H型钢，截面尺寸分别为250mm×175mm×7m×11m和200mm×100mm×5.5mm×8m，框架柱采用箱型截面，截面尺寸为450mm×450mm×40mm。楼板和屋面板均为100mm厚混凝土板，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，抗震等级为三级。荷载均按砌体填充墙7.5kN/m，混凝土板5kN/m2计算。
2.2 分析步骤
1）由杆单元和壳单元组建框架结构模型。
2）塑性铰和侧向力分布模式定义。
Sap2000中定义塑性铰一共有四种，其中弯矩铰两种，一种是M3铰，一种是PMM铰，前者属于后者的一个特殊情况，就是当轴力恒定时，可以采用M3铰；当轴力在推倒分析过程中式变化的，考虑轴力和弯矩的相互作用时，就得用PMM铰。所以，模型中框架梁均采用M3铰，框架柱均采用PMM铰。Sap2000程序提供的加载模式包括常用的均布加载模式（Accel）和振型分布加载模式（Mode）。本文进行Pushover分析选用沿结构竖向振型分布的水平荷载。
3）定义分析工况。
Pushover分析一般需要多个分析工况。该框架结构Pushover分析由两个工况构成：第一个是将施加重力荷载给结构；第二个是向结构施加横向荷载。重力工况从零初始条件开始，而横向工况从重力工况的结束处开始。
2.3 Pus hover模型的建立
模型中框架梁和框架柱的连接均为刚接，偏心支撑和框架梁的的连接设为铰接，和地面的连接设为刚接。耗能梁段的长度为1.2m，塑性铰设置在各个耗能梁段上，距梁端的相对距离分别为0.05m和0.95m。塑性铰的力学模型如图2所示。支撑设置在(1)l轴、(3)轴、(5)轴线的框架上，此三榀框架均在边跨布置。沿X方向施加水平推覆力。结构平面及支撑布置如图3所示。
3 结果与分析
3.1 塑性铰的发展历程和出铰机制
V型偏心支撑钢框架结构塑性铰的发展历程：Pushover分析推覆至第二步是，2层边跨耗能梁段上开始出现塑性铰1，此时该耗能梁段刚刚进入屈服阶段；随着荷载步的进一步增大，塑性铰依次出现在3层、4层耗能梁段和框架梁上，说明随着推覆力的逐渐增加，其他耗能梁段和框架梁也相继进入屈服阶段；推覆至第十一步时，塑性铰1变为红色，此耗能梁段失去承载力。图4为耗能梁段破坏时塑性铰分布图，耗能梁段破坏时共出现了126个塑性铰，其中处于直接使用状态（B-IO）的有65个，处于生命安全状态（IO-LS）的有12个，处于防倒塌状态（LS-CP）的有37个，处于塑性铰破坏状态的有12个。
出铰机制：在三种罕遇地震作用下，塑性铰先后出现于耗能梁段、框架梁上。这是因为耗能梁段跨度比较小，高跨比大，在整个体系中承受较大的剪力和弯矩，当超过其屈服强度时便产生塑性铰，吸收大量地震产生的能量，保证了其他杆件处于弹性工作状态，推迟主要构件产生破坏，为结构提供了多道抗震防线，起到“保险丝”的作用，实现“大震不倒”的抗震设防目标。
3.2 性能分析
经过Pushover计算可得到三种罕遇地震作用下X向推覆分析时荷载步-楼层位移（见图4）和荷载步-层间位移角曲线（见图5）及性能点处的基底剪力和对应顶点位移（见表1）。
由图5和图6知道在推覆过程的前半段，结构的楼层位移和层间位移角随着推覆荷载步的增加逐渐增大，当推覆至荷载步7时楼层位移及层间位移角均达到最大值，并且在之后的推覆过程中不再增大，在于推覆到第四步时结构出现的塑性铰消耗了大量地震能量，避免了结构的进一步破环；由表1知道随着荷载步和地震烈度的增大，结构的顶点位移和基底剪力逐渐增大，符合Pushover推覆过程结构的变形特点。
根据表1所示性能点处的顶点位移，采用插值法可求得性能点处结构楼层位移曲线和层间位移角曲线（见图7）。由图7可知结构呈剪切型变形，薄弱层为第2层和第3层，这是因为在罕遇地震下，塑性铰首先集中出现在结构下部的耗能梁段上，塑性铰的出现造成结构下部刚度降低，导致内力重新分布，使得层间位移角增大；此外还可以看出薄弱层的层间位移角较大，而从薄弱层开始向上和向下楼层的层间位移角在逐渐变小，因此加强结构薄弱层的刚度和耗能能力，可以有效的降低结构的地震反应。
在7度罕遇地震作用下结构处于弹性变形阶段，性能点处最大层间位移角为1/400；在9度罕遇地震作用下结构处于弹塑性变形阶段，最大层间位移角为1/167；可以看出该结构弹性变形和弹塑性变形均小于《建筑抗震设计规范》的限值，即弹性层间位移角不得大于[θe]=1/300和弹塑
4 结论
通过有限元软件建立的模型分析的结果可知：
1）在侧向力作用下，V型支撑钢框架结构的耗能梁段上首先产生的塑性铰，耗散大量的地震能量，在其他杆件处于弹性工作阶段时，形成第一道防线；
2）在侧向力作用下，V型支撑钢框架结构的耗能梁段首先出现屈服，框架梁和支撑都处于弹性状态，框架柱上没有出现塑性铰，说明该结构满足“强柱弱梁”的要求；
3）对该结构进行Pushover分析，得到了结构的性能点，通过计算得出结构在性能点处层位移和层间位移角，二者均满足《建筑抗震设计规范》要求，所以V型偏心支撑钢框架结构是一种有效抗震体系，有着广泛的发展前景。
参考文献
[1]谢斌.偏心支撑钢结构耗能能力的影响因素及设计建议[J].西北水利水电,2009(1):29-30.
[2]李荣华.框架结构抗震性能的静力非线性分析研究[D].邯郸:河北工程大学土木工程学院,2007.
支撑性能 篇7
偏心支撑钢框架结构是近年来发展起来的一种新型结构体系。在荷载作用下,偏心支撑钢框架的耗能梁段率先受剪屈服,通过它的塑性变形来耗散能量,从而减小结构其他构件的受力,以保证整个结构的安全。耗能梁段长度的取值直接关系到耗能梁段的变形形态和耗能性能,对偏心支撑钢框架的受力性能具有较大的影响。因此,本文从D型耗能梁段长度着手,分析了其对偏心支撑钢框架结构性能的影响,从而更好地协调结构的承载力、刚度、延性这三者的关系。
2 有限元模型的建立
为了深入分析不同耗能梁段长度对偏心支撑钢框架的受力性能,本文依据现行规范设计了7种模型,采用结构分析有限元软件ANSYS对其受力性能进行了非线性有限元模拟。
2.1 模型的几何尺寸
偏心支撑钢框架模型取用民用建筑层高、柱网跨度、梁柱断面尺寸,并按照剪切屈服型耗能梁段进行设计。模型梁柱连接、支撑两端与框架的连接均采取刚性连接形式。模型柱、梁和支撑的截面尺寸分别为:450mm×300mm×12mm×20mm,350mm×200mm×10mm×16mm,300mm×200mm×6mm×10mm。本文选取模型中KEEL1~KEEL4为剪切屈服型耗能梁段、KEEL5~KEEL7为弯曲屈服型耗能梁段。7种模型除了耗能梁段长度e不同外,其余参数均保持不变。7种模型的屈服类型及耗能梁段长度见表1。
2.2 单元选取和模型建立
模型中所有构件均采用三维结构应变梁单元BEAM189进行划分。耗能梁段在受力过程中会产生较大的塑性变形,因此对耗能梁段及其附近区域进行了网格加密。偏心支撑钢框架模型尺寸及有限元模型如图1所示。
2.3 材料模型的确定
柱、梁和支撑均采用Q235钢,钢材弹性模量E=2.06×105MPa,泊松比取μ=0.3。材料本构关系单向加载时采用Von Mises多线性等向强化模型,循环加载时采用考虑在循环荷载下钢材Bauschinger效应的多线性随动强化模型。钢材屈服应力σy、极限应力σu及其对应应变值εy、εu见表2所示。
2.4 加载制度和约束情况
研究耗能梁段在循环荷载下的滞回性能时,采用位移循环加载,即±Δy/4,±Δy/2,±3Δy/4,±Δy,±2Δy,±3Δy,±4Δy,…方式进行,直至试件破坏。Δy为耗能梁段初始屈服位移。在模型中约束钢框架柱脚节点所有方向的自由度,即假定钢框架柱脚与地面为理想刚接,并约束了柱顶与梁柱节点位置处有限元模型中节点平面外的自由度,以考虑平面外梁对框架的侧向支撑作用。本文默认当模型的承载力超过极限荷载并降低时模型即破坏。
3 偏心支撑钢框架有限元计算结果及其分析
图2为模型KEEL1~KEEL7的单向加载曲线和在循环荷载下的滞回曲线。由图2可以看出,滞回曲线都显示出饱满性,表现出良好的耗能性能和延性特征。剪切屈服型KEEL2,KEEL3,KEEL4的受力性能最好,完成了6Δy位移循环。KEEL1由于在荷载作用下偏心支撑承担了较大的轴向压力而产生屈曲,最终其只完成了4Δy位移循环。由此可见,不同长度的耗能梁段对钢框架的受力性能影响差别较大,以下对不同耗能梁段长度的D型偏心支撑钢框架的受力性能和耗能梁段的耗能性能进行细致的分析。
3.1 钢框架刚度与强度
图3所示为7个模型在循环荷载作用下的骨架曲线和切线刚度退化曲线。从图3可以看出,当耗能梁段较长时,结构的弹性刚度较小。模型KEEL7的弹性刚度仅为4.82k N/mm。随着耗能梁段长度的逐渐减小,偏心支撑钢框架的弹性刚度逐渐增大,模型KEEL1的弹性刚度达到了28.6k N/mm,与模型KEEL7相比,增幅达到了83%。另外,短耗能梁段的切线刚度曲线总是位于长耗能梁段的上方,说明在结构的不同受力阶段剪切屈服型耗能梁段的切线刚度总是大于弯曲屈服型耗能梁段的切线刚度。
除对钢框架抗侧刚度有影响外,钢框架耗能梁段长度还对结构的强度有影响。由图4可看出,钢框架极限强度随耗能梁段长度的减小而显著增加。模型KEEL1的极限荷载达到了843k N,而模型KEEL7的极限荷载只有246k N,与模型KEEL1相比,下降了71%。图中4种剪切屈服模型极限强度变化平缓,而弯曲屈服型耗能梁段下降明显。可见,钢框架耗能梁段越短,框架的强度越高。
3.2 钢框架变形与延性
由骨架曲线可得到各模型在不同受力下的荷载、转角和延性系数。如表3所示。通常,以与极限荷载相应的延性系数值作为衡量偏心支撑钢框架延性的指标,称为有效延性系数。由表3可看出,随耗能梁段长度的减小,屈服荷载Py、最大荷载Pm和极限荷载Pu显著增加。最大增幅分别为74%,71%,71%。随着耗能梁段长度的减小,剪切屈服型钢框架转角和弯曲屈服型钢框架转角在结构不同受力阶段展现出不同特点:在结构屈服点,剪切屈服型钢框架转角均小于弯曲屈服型钢框架转角;在最大荷载点与极限荷载点,剪切屈服型模型除了KEEL1由于偏心支撑受压过早导致转角较小外,剪切屈服型钢框架转角与弯曲屈服型钢框架转角大小相差不多,互有大小。结构的延性系数除了剪切屈服型模型KEEL1系数小于弯曲屈服型模型系数外,其余剪切屈服型模型均大于弯曲屈服型模型,且所有模型达到了规范规定的有效延性系数μ≥4的要求。因此,在结构受力阶段,剪切屈服型偏心支撑钢框架(除KEEL1)在承载力、变形能力和延性均好于弯曲屈服型偏心支撑钢框架。
3.3 耗能梁段的耗能性能
图5为各模型在循环荷载作用下耗散能量值。由图可以看出,剪切屈服型耗能梁段的耗能性能均好于弯曲屈服型耗能梁段的耗散性能。其中剪切屈服型模型KEEL2的耗散能量最多,达到了5.840356×105J,而弯曲屈服型模型KEEL7耗散能量仅为1.81446×105J,比KEEL2减少了69%。由此可看出,剪切屈服型耗能梁段在耗能性能方面比弯曲屈服型具有较好性能。
4 耗能梁段长度设计建议
从以上分析可得,剪切屈服型耗能梁段的受力性能要明显好于弯曲屈服型,但不同长度耗能梁段的受力性能仍有较大差异。表4为4个剪切屈服型耗能梁段的抗震性能参数。从表中可看出:随着耗能梁段长度的增加,剪切屈服型耗能梁段的抗震性能参数均呈现出下降的趋势。因此,耗能梁段越短,其受力性能越好。同时,虽然模型KEEL2弹性刚度和极限强度比模型KEEL1分别下降了22.4%和11%,但其耗散能量值和有效延性系数却比KEEL1分别提高了16.5%和33.3%,这对于抗震是十分有利的。另外,模型KEEL3和模型KEEL4虽然也具有良好的抗震性能,但比模型KEEL2各参数有了不同程度的下降。因此,耗能梁段不宜过短亦不宜过长。从有限元模拟结果来看,耗能梁段在(0.9~1.2)Mp/Vp时对偏心支撑钢框架刚度、延性、耗能和承载力最为有效。
注:Mp=Wp·fy,Vp=0.58fyh0tw;Mp为耗能梁段的塑性抗弯承载力;h0为梁段腹板计算高度;tw为梁段腹板厚度;Wp为梁段塑性截面抵抗矩。
5 结语
随着耗能梁段长度的增加,D型偏心支撑钢框架的强度、刚度、延性和耗能性能均产生了不同程度的退减现象。本文在对有限元模拟结果进行分析总结后认为,耗能梁段的长度在(0.9~1.2)Mp/Vp范围内取值时,有利于偏心支撑钢框架刚度、延性、耗能和承载力的发挥,更有利于对偏心支撑钢框架的整体抗震性能的发挥。
参考文献
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