偏心受力（精选3篇）
偏心受力 篇1
随着社会的发展及国民经济的快速增长,高层建筑在我国的建设发展速度越来越快。高层住宅为满足建筑功能的要求,其塔楼部分多采用剪力墙结构,裙楼部分多采用底层大空间框架剪力墙结构,塔楼与裙楼的结合部位采用结构转换层进行竖向构件的转换。结构转换层中,梁式转换层具有受力明确、自重较小、经济合理等优点得到广大设计者的优先选用。在实际工程中,由于建筑设计者追求建筑造型、城市整体规划需要及施工过程中的误差,导致许多上部剪力墙轴线与转换梁的轴线或多或少存在偏移。文中以具体工程为例,分析转换梁上墙体的几种偏心情况对转换梁受力性能的影响,并探讨解决问题的措施。
1 工程概况
工程为北京解放军某部住宅楼,地下2层,地上18层。主体采用全现浇框架—抗震墙结构,地上2层为转换层,基础采用筏板基础。基本风压为0.45 kN/m2,基本雪压为0.40 kN/m2,抗震设防烈度为8度,设计基本地震加速度为0.20g,设计地震分组为第一组,抗震设防类别为丙类。框架抗震等级为一级(地下2层框架抗震等级三级),抗震墙抗震等级地下1层～地上5层为一级(6层及6层以上为二级)。文中针对1号楼转换梁中遇到的实际问题,研究了转换梁在上部剪力墙的不同偏心作用下其受力的变化情况。其中转换梁截面尺寸为600 mm×1 200 mm,框支柱截面尺寸为800 mm×800 mm,上部剪力墙体的厚度为250 mm,柱网间距为4 200 mm×4 500 mm。混凝土强度等级为C40。上部16层层高为2.8 m,下部2层,层高为4.0 m。荷载根据功能及楼板厚度不同取不同值。根据文献[1]的研究结果显示:在计算转换梁时,上部结构对其影响的层数为2层～4层。考虑到计算机性能及文中主要考查对象为转换梁,故只取一榀剪力墙作为研究对象,考虑转换梁上2层墙体的共同作用,由SATWE计算出上部剪力墙所承担的荷载直接施加在剪力墙上。考查了转换梁正弯矩最大的跨中、负弯矩最大的梁端及有应力集中地方的应力在各种不同情况下的变化趋势。主要计算以下几种情况下转换梁受力性能的相关问题(见图1)。
2 模型参数选取
模拟材料的单元类型时,对混凝土采用Soild65(8结点6面体单元,增加了描述开裂与压碎的性能)单元,对钢筋采用Link8(三维杆单元)单元。在定义材料的本构关系时,对钢筋使用经典双线性随动强化模型,对混凝土使用了理想弹塑性模型,计算分析时为了使结果容易收敛,关闭混凝土的抗压强度和抗拉强度检查选项。
3 结果分析
图2为墙体位于不同位置时整体结构的正应力云图。由应力云图可以看出,当上部墙体偏心时,转换梁及上部墙体的应力变化比较显著。图3为剪力墙位于梁端部不同位置时的转换梁剪应力云图。图中清楚地显示出不同偏心对梁剪应力影响比较明显,尤其是墙体端部的剪应力变化非常明显。
为了能定量描述转换梁的受力情况,分别讨论了转换梁上的最大位移、最大正应力及最大剪应力的差别。表1为各种情况下转换梁上各个计算量的最大值表,由表中的对比数据可以看出,不偏心的情况下不论是转换梁的最大位移、最大正应力、最大剪应力,还是最大应变都是最小的。偏心距越大,以上各个量值的增加量相应地变大。当偏心距为0.125 m时,位移最大值由0.000 2 m增加到0.001 m,正应力最大值增加了56.26%,而剪应力最大值增加了110.39%。当偏心距再增加0.05 m,即偏心距为0.175 m时,相对于不偏心位移最大值增加了365.01%,相对于偏心距为0.125(偏心距增加了40%)位移最大值增加了31.40%;正应力最大值相对于不偏心增加了78.62%,相对于偏心距为0.125增加了14.31%;剪应力最大值相对于不偏心增加了248.32%,相对于偏心距为0.125增加了65.56%。
计算结果显示:上部墙体偏心对转换梁的受力性能影响较大。这样不论从设计角度,还是从经济角度都是一种不合适的方法。为此,在实际工程中,应尽量避免为满足建筑要求而使墙体偏心作用在转换梁上。当实际工程中出现转换梁上墙体偏心时,应当在构造措施上对其相应的加强,如在墙下加密箍筋及设置吊筋等。在转换梁截面设计时,应适当加大转换梁的截面尺寸,以满足规范中对转换梁竖向位移及挠度等方面的要求。
4 结语
由上面的分析可知:
1)转换梁上墙体的偏心对梁的受力性能影响较大,尤其对于转换梁的竖向位移及剪应力影响更加显著。
2)转换梁上墙体不偏心时,其最大正应力、最大剪应力及最大位移是三者之间最小的。随着转换梁上部墙体偏心距的增加,转换梁的最大正应力、最大剪应力及最大位移逐渐增大。
3)偏心距增加对转换梁剪应力的影响最显著,可以达到不偏心时的数倍。故在实际工程中应避免出现墙体偏心的情况,如果无法避免时,应该采取相应的措施对梁的抗剪强度及梁刚度进行适当的加强。
参考文献
[1]唐兴荣.高层建筑转换层结构设计与施工[M].北京:中国建筑工业出版社,2002.
[2]李艳娜,张兰英,吴庆荪.高层建筑中梁式转换层的设计[J].建筑结构,2005(5):44-47.
[3]GB 50010-2002,混凝土结构设计规范[S].
[4]闫磊,王海燕,阙巍.钢骨混凝土转换梁的空间有限元分析[J].山西建筑,2007,33(19):44-45.
偏心受力 篇2
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.
[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.
偏心受力 篇3
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
[1]POPOV P E,ENGELHARDT M D.Seismic eccentrically braced frames[J].J Construct Steel Research,1988(10):321-354.
[2]戴国欣,王飞,施刚,等.Q345与Q460结构钢材单调和循环加载性能比较[J].工业建筑,2012,42(1):13-17.