偏心支撑

偏心支撑（通用6篇）

偏心支撑 篇1

水泥厂窑尾结构是一种平面尺寸小, 总高、层高大, 而且荷载大的工业特种结构, 通常采用底层混凝土、上层中心支撑钢结构的形式。高烈度地区, 支撑容易发生屈曲, 造成结构体系刚度及耗能能力急剧下降, 偏心支撑可较好的解决中心支撑在高烈度地区存在的缺陷。在风荷载及在中小地震作用时, 消能梁段处于弹性变形阶段, 窑尾结构具有相当大的侧向刚度, 不致发生影响正常使用的过大变形;在强烈地震作用下, 消能梁段先于支撑屈曲而屈服, 耗散结构能量, 达到消能减震的目的。

为了全面掌握偏心支撑窑尾结构的耗能特性, 该文对不同耗能梁段长度的典型单层偏心支撑窑尾框架结构进行低周反复荷载弹塑性分析, 得到不同耗能梁段长度的单层偏心支撑窑尾结构的受力状态和滞回曲线, 定量的计算出结构所耗散的能量, 以此为依据比较不同耗能梁段长度结构的延性和耗能能力, 为偏心支撑窑尾框架结构设计提供依据。

1 工程背景和单层计算模型

以某6 000t/d规模水泥生产线建设工程的烧成窑尾框架结构为分析对象。该结构共八层, 总高91.71m。其底部为钢筋混凝土结构, 上部为钢框架-支撑结构体系。框架柱和梁为H型钢梁, 支撑则采用空心钢管, 由于篇幅限制, 构件详细几何尺寸省略。结构标准层平面图和立面图如图1、图2所示。

选取混凝土-钢框架窑尾结构第四层作为偏心支撑框架单元作为研究对象, 其跨度为15m, 层高12.51m, 在边跨设置偏心支撑, 三维实体单元如图3所示, 耗能梁段长度及编号见表1。梁、柱和支撑均采用Q345钢, 泊松比取0.3。钢材的弹性模量取2.1×105MPa, 所有材料为均质的各向同性材料。为提高模型模拟的可靠性和真实性, 模型尽可能的与偏心支撑钢框架在实际结构中的受力状态一致。该模型中约束了框架柱底所有自由度, 即认为框架柱脚采用刚接。考虑平面外梁对框架的侧向支撑作用, 同时约束了梁柱节点位置处的平面外自由度。

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注:L为耗能梁段长度。

2 计算结果及其分析

2.1 塑性区发展

偏心支撑相比于中心支撑最大的区别在于可以通过合理设计使耗能梁段先于其它构件屈服, 从而起到保护结构 (主要是支撑) 的作用。为验证这一点, 并分析偏心支撑框架在支撑与耗能梁段两种不同连接形式下进入塑性的先后顺序, 提取模型等效应力刚超过材料屈服应力时的应力云图, 由于模型较多, 选取部分如图4、图5所示。

从图4、图5中可以看出, 在水平荷载作用下, 中心支撑窑尾结构在梁端和支撑两边均有较大应力, 支撑和梁连接部位均已屈服;而偏心支撑窑尾结构耗能梁段首先进入塑性, 支撑斜杆、框架柱和框架梁等构件均尚处于弹性阶段, 尤其是支撑尚处于平直状态, 这说明通过合理的设计, 可以保证耗能梁段有效保护支撑斜杆, 避免了支撑等其他构件的过早屈服起到结构保险丝的作用。

2.2 耗能能力分析

在对单层模型施加位移控制的低周反复荷载, 加载制度采用ECCS的完全加载制度:先施加单向力荷载, 得到单向荷载作用下的荷载-位移曲线, 再采用“通用屈服弯矩法” (G.Y.M.M) 确定结构的屈服点, 从而确定屈服荷载Py和对应的屈服位移Δy;在前一阶段得到屈服位移Δy之后, 对结构加载低周往复位移荷载, 该文中所有模型循环加载按Δy/4、Δy/2、3Δy/4、Δy、2Δy、3Δy……方式进行, 每级位移循环一次, 直至模型破坏 (分析结果不再收敛) 。加载程序如图6所示。

分析过程中, 当梁端水平位移大于模型的弹性极限位移时, 模型的耗能梁端最先出现塑性区, 耗能梁段开始耗能。加载结束后, 可得到模型梁端水平力与水平位移的关系曲线, 即模型的滞回曲线。图7和图8为中心支撑 (K-0) 和偏心支撑 (K-12) 的滞回曲线 (注:由于篇幅限制, 其他耗能梁段长度滞回曲线省略) 。

从图7、图8可以看到, 中心支撑和偏心支撑模型的滞回曲线都非常饱满, 不存在中捏现象, 模型均表现出良好的延性和耗能能力, 但中心支撑模型耗能明显略低于偏心支撑模型耗能。对模型的滞回曲线进行数值积分, 即可得出位移控制的低周反复加载作用下模型耗散的能量, 见表2。

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从表2可以看到, 耗能梁段长度在0.6m增加到1.6m时, 结构耗能能力最好, 耗能梁段长度在1.6m增加到2.0m时, 随着耗能梁段长度增大, 结构耗能能力反而下降。这是因为耗能梁段较短的模型在进入塑性阶段后, 耗能梁段更早更充分地发生了剪切塑性变形, 模型的耗能性能更好, 但是如果耗能梁段过短, 会使模型发生塑性剪切变形的区域变小, 也会影响偏心支撑框架耗能能力的发挥。

3 结论

a.耗能梁段在大震中的剪切塑性变形使偏心支撑框架具有良好的减震耗能能力和刚度退化机制, 在大震作用下, 偏心支撑窑尾结构的柱底内力和梁端弯矩均小于中心支撑窑尾结构, 偏心支撑框架具有较好的抗震性能。抗震烈度为8度和9度地区建议窑尾结构采用偏心支撑框架。

b.对于该文的工程窑尾结构, 采用耗能梁段长度在0.6~2.0m的偏心支撑框架, 可改善窑尾结构的抗震性能。耗能梁段长度在0.8m以上的偏心支撑框架的延性系数大于4.0, 可以达到延性设计的目的。

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偏心支撑钢框架结构延性设计探讨 篇2

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

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偏心支撑 篇3

关键词：Y型偏心支撑钢框架,pushover分析,抗震性能,耗能梁段

0前言

Y型偏心支撑钢框架具有很好的抗震性能，在罕遇地震作用下主要依靠耗能梁段的塑性变形吸收地震能量，而让其他构件处于弹性阶段。结构的残余塑性变形主要集中在耗能梁段，框架梁的竖向变形很小，地震过程中不会对框架梁及柱造成损害，震后仅需将耗能梁段更换，整个结构即可恢复到震前状态。本文严格按照我国现行《抗震规范》设计了三个系列的平面杆系模型，对结构进行pushover分析，研究了Y型偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下的抗震性能，进一步探讨了多层Y型偏心支撑钢框架的耗能梁段长度、腹板高厚比和支撑布置形式等参数对结构抗震性能的影响，并提出了相应的抗震设计建议。

1 结构设计

设计一榀9层平面钢框架作为平面杆系模型进行研究，不考虑框架的平面外失稳，模型均为3跨，层高为3.6 m，横向跨度为6 m、纵向跨度为7.2 m的平面钢框架。结构平、立面图如图1所示。各层楼面永久荷载标准值均为4.5k N/m2，楼面活载2.0 k N/m2，屋面恒载5.05 k N/m2，屋面活载2.0 k N/m2(上人屋面)，屋面雪荷载0.4 k N/m2，基本风压0.45 k N/m2。地面粗糙度B类，抗震设防烈度为8度，场地类别II类，设计地震分组为第二组，场地特征周期Tg=0.35S，钢材统一选用Q235钢材，截面尺寸见表1。

分析过程中主要选取耗能梁段长度a、腹板高厚比h0/tw和耗能支撑布置的形式三个参数的变化，研究这些参数的变化对Y型偏心支撑钢框架抗震性能影响。

2 模型建立

本文采用平面杆系模型对结构进行pushover分析。平面杆系模型是以结构杆件为基本单元，将梁、柱简化为以其轴线表示的一维线杆，将其质量聚集在节点处。每个楼层的侧移只有一个，每个节点有三个自由度，不考虑梁的轴向变形。通过对结构进行分析可以得到每个节点的位移以及杆件的内力和变形，能够较全面地考虑各个杆件进入塑性阶段的过程及对整个结构的影响，可以全面的研究结构在水平地震作用下进入弹塑性状态时的反应。

3 pushover分析

3.1 耗能梁段长度的影响

3.1.1 静力非线性分析

本节分别以0.7 k,0.9 k,1.3 k,1.6 k,2.2 k为耗能梁段的长度(其中k=MP/Vp)(见表2)，其它参数不变，来考察耗能梁段长度对结构地震响应的影响。建立Y型偏心支撑钢框架有限元模型，对其进行水平加载，并进行静力非线性pushover分析，计算结果见图2～8所示。

3.1.2 结果分析

从图2可以看出，在罕遇地震作用下，A5框架的楼层位移的包络值明显大于其他4个，而A2和A3相对最小。当耗能梁段长度等于0.7k时，结构的抗侧刚度相对较大，导致结构在地震作用下吸收大量的能量而发生塑性变形，从而使结构的楼层位移较大。A5框架的楼层位移最大，反映出耗能梁段长度a=2.2k时，结构在罕遇地震作用下的侧移效应最大。

从图3～4可以看出，在罕遇地震作用下，边柱和中柱轴力总的变化规律为:从耗能梁段长度a=0.7 k起，随着耗能段长度的增长，边柱内力逐步减小，当a=0.9～1.3 k时，轴力比较理想，之后，耗能梁段长度继续增加，轴力值增加，特别是当耗能梁段长度超过1.6 k，则内力值会增大很多，当连梁长度达到2.2 k时，内力值非常大。

图5为A系列框架结构的最大层剪力变化曲线，从图中可以看出，A2～A3框架的底层基底剪力基本相等，明显比A1和A5小很多。A1框架的楼层剪力较大，这主要是框架A1的耗能梁段的长度过短，导致结构的刚度变大，延性降低，在地震中容易吸收大量能量，使结构的内力加大，产生较大的楼层剪力，导致耗能梁段产生过早塑性变形而破坏。

从图6～7可以看出，楼层耗能支撑承受的最大剪力和其所占的楼层剪力百分比，都随着耗能梁段长度的增加而减小。耗能梁段长度在1.6～2.2k时，耗能支撑承受的剪力占楼层剪力的百分比明显小于其他框架，没有能够充分利用耗能梁段的剪切变形而耗能。

图8反映出基底剪力随着耗能梁段长度a的增大，基底剪力呈增大的趋势，对底层基底剪力而言，耗能梁段过长或过短都会产生较大的基底剪力。

综上所述，耗能梁段长度过长或过短都不利于结构耗能，耗能梁段长度过短，会使结构的抗侧刚度变大，自振周期变小，结构的地震响应增大。耗能梁段长度过长，在罕遇地震作用下，耗能梁段容易发生弯曲屈曲，产生较大的侧移效应和内力。因此，当耗能梁段长度a=0.9k～1.3k时，结构的地震响应较小，有利于结构的整体耗能。

3.2 耗能梁段腹板高厚比的影响

3.2.1 非线性分析

本节不改变其它参数，只变化耗能梁段腹板高厚比，分别使用h0/tw=25,30,40,55,70五组数据，建立Y型偏心支撑框架有限元模型，分析结构在罕遇地震作用下的响应。耗能梁段长度及截面见表3。计算结果见图9～11所示。

3.2.2 结果分析

从图9可以看出，B4框架的顶点位移明显比其他偏心支撑框架的小。B4比B5的顶点位移减小52.4mm，减小幅度为8.25%,B3比B5的顶点位移减小43.5mm，减小幅度为7.29%。可见，耗能梁段腹板高厚比的大小，影响结构的位移响应。当耗能梁段腹板的高厚比在40～55之间变化时，结构的位移效应最小。

图10～11是Y型偏心支撑框架结构在罕遇地震作用下的边柱和中柱轴力曲线。可以发现，随着耗能梁段截面腹板高厚比的变化，边柱和中柱轴力的变化规律为:当40

综上所述，耗能梁段腹板高厚比在40～55之间，可以减小地震作用，能够使Y型偏心支撑框架的地震响应小些，使耗能梁段产生较好的耗能效果。

3.3 耗能支撑布置形式的影响

3.3.1 非线性分析

本节保持构件截面参数保持不变，分5个支撑布置类型(见图12)建立C系列Y型偏心支撑钢框架平面模型，采用倒三角形加载模式，进行静力非线性pushover分析。计算结果见图13～17所示。

3.3.2 结果分析

从图13可以看出，在罕遇地震作用下，D1的楼层位移的包络值大于其他四个框架，而D4和D5相对较小，这主要是D4和D5两种布置方式较D1使整个结构体系几乎对称均质，结构的抗侧刚度大，自振周期小，在地震作用下使耗能梁段充分发挥耗能性能和变形作用，减小了结构的地震效应。

从表4可以看出，在罕遇地震作用下，D4框架底层柱的最大轴力为3 756.98KN,D5框架底层柱的最大轴力为3683.81kN，分别是D3框架底层柱最大轴力(4 781.35kN)的78.57%和77.04%。由此可见，采用合理的耗能支撑布置方式能够改善柱子的轴力性能，使中柱和边柱的最大轴力趋于均匀。通过比较分析，可以发现D4和D5这两种布置方式比较理想。

从图14可以看出，五种支撑布置形式的Y型偏心支撑钢框架的最大层剪力在第一层至第三层相差很小，在第四层以后，D4和D5两种布置形式的最大层剪力明显小于其他三种布置形式，这主要是D4和D5框架的抗侧刚度较大，自振周期小，在罕遇地震作用下结构的地震响应小。

图15～16分别为楼层耗能支撑承受的最大剪力和其所占楼层剪力的百分比.此系列楼层耗能支撑承受的最大剪力基本一致，D4、D5框架的最大楼层耗能支撑剪力占楼层剪力的百分比明显大于其他框架

图17显示，D4和D5框架的底层最大基底剪力明显大于其他三个框架，这主要是由于D4和D5框架的刚度较大，自振周期小，造成在地震作用下产生较大的地震力，导致结构的基底剪力增大，但由于各柱受力分配比较合理，不会对结构的抗震性能产生太大的不利影响。

综上所述，采用D4和D5两种耗能支撑错列布置的Y型偏心支撑钢框架具有较大的抗侧刚度，在罕遇地震作用下的抗震性能优于其他三种框架，地震响应较小，其中以D5的耗能支撑布置形式最优。

4 结语

本文分析了Y型支撑耗能梁段的长度、腹板高厚比以及支撑的布置形式对结构抗震性能的影响，现得出以下结论:

(1)当耗能梁段长度a=0.9～1.3k时，结构在罕遇地震作用下的响应较小，耗能性能比较理想;

(2)耗能梁段腹板高厚比在40～55之间时，结构的侧移效应及内力相对最小，能使耗能梁段产生较好的耗能效果;

(3)耗能支撑布置的形式对Y型偏心支撑钢框架的抗震性能影响较大。采用文中D4、D5两种错列、对称、均质的布置形式比同跨上下连续布置的Y型偏心支撑钢框架的抗震性能更好。

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偏心支撑 篇4

经过试验研究发现,对于偏心支撑钢框架,其抗震性能主要取决于耗能梁段的性能[2,3]。本文借助于ansys10.0有限元分析软件,对16层单斜杆型偏心支撑钢框架结构进行弹塑性时程分析。分析耗能梁段的长度、腹板高厚比和腹板加劲肋间距对单斜杆型偏心支撑钢框架抗震性能的影响,并在此基础上提出相关设计建议。

1 单斜杆型偏心支撑钢框架设计

根据我国现行《建筑抗震设计规范》[4]和《高层民用建筑钢结构技术规程》[5],结合偏心支撑的工作原理,针对8度抗震设防烈度和Ⅱ类场地条件,设计了一个16层单斜杆型偏心支撑钢框架结构作为基本算例。

基本算例中取一榀平面钢框架,不考虑框架的平面外失稳。层高均为3.6m,两个方向的跨度均为6m,立面如图2所示。楼面屋面恒载均为4kN/m2,活载2kN/m2,雪载0.4kN/m2,基本风压0.45 kN/m2,地面粗糙度C类,设计地震分组为第一组,均采用Q235钢材,基本截面尺寸见表1。

本文在基本算例的基础上衍生出A、B、C三个系列,分别研究耗能梁段长度、腹板高厚比和耗能梁段腹板加劲肋间距的变化对单斜杆型偏心支撑钢框架抗震性能的影响。A1～A6分别为耗能梁段的长度取0.7k、0.9k、1.1k、1.3k、1.6k、2.0k(k=Mp/Vp)(见表2)。B1～B6分别为耗能梁段腹板高厚比取30、40、50、55、60、70。C1～C4分别为耗能梁段腹板加劲肋间距,取100mm、167mm,200mmm、250mmm。在研究这些参数变化对结构抗震性能影响时,结构的柱、支撑等其他截面参数均保持不变(其中,—耗能梁段塑性受弯承载力,—耗能梁段塑性受剪承载力,—耗能梁段腹板计算高度,—耗能梁段腹板厚度)。

2 有限元模型建立及地震波的选取

2.1 有限元模型建立

在建立模型时,为了能较准确模拟单斜杆型偏心支撑钢框架结构的耗能梁段在罕遇地震作用下的耗能情况和破坏机理,采用了梁单元与壳单元相结合的模型[6,7]。结构构件中的梁、柱、支撑主要用梁单元(beam188),耗能梁段、部分与耗能梁段相连的框架梁、支撑和柱采用壳单元(shell181)如图3。梁单元与壳单元连接处,通过刚性梁对连接处的壳进行约束,刚性梁为细长且无质量的无限刚杆见图4。应用ANSYS10.0有限元分析软件对单斜杆型偏心支撑钢框架结构进行弹塑性时程分析时,竖向荷载取重力荷载代表值,不计风载,同时考虑了材料和几何的双重非线性[8]。

刚性梁

2.2 地震波的选取

选取人工地震波对结构进行弹塑性时程分析,地震波计算步长为0.02s,持时20s,加速度峰值为4。图5、图6给出了人工地震波的反应谱曲线和加速度时程曲线。从图5可以看出,人工地震波反应谱曲线与设计反应谱曲线拟合得很好,符合《建筑抗震设计规范》(GB 50011-2001)对地震波选取要求。

mm

mm

3 弹塑性动力时程分析

3.1 耗能梁段长度的影响

从图7～图10可以看出,等效应力的变化规律为:随着耗能梁段长度的增加,耗能梁段腹板的等效应力逐渐降低,而梁翼缘的等效应力、支撑翼缘等效应力和梁柱节点域的等效应力却逐渐增加。特别是当与耗能梁段相连的框架梁翼缘受力过大时,2层～6层框架梁的翼缘已进入屈服。当时,耗能梁段为弯曲屈服,在梁柱连接处产生过大弯距,导致梁柱的节点域进入屈服。这明显违背了偏心支撑钢框架结构在罕遇地震作用下只通过耗能梁段的腹板剪切屈服耗能而与其相连的框架梁、柱和支撑仍处于弹性阶段的设计意图。耗能梁段的长度也不能过小,过小时耗能段腹板的应力过大,可能导致腹板剪切破坏(图7中数据均取自各层耗能梁段端部相同位置腹板的等效应力,图8中数据均取自与耗能梁段相连的各层框架梁相同位置翼缘的等效应力,图9中数据均取自各层支撑翼缘相同位置的等效应力,图10中数据均取自梁柱节点域相同位置的等效应力)。

图11为单斜杆型偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下的楼层位移。图中反映的趋势为:随着耗能梁段长度的增加,楼层位移和层间位移逐渐加大。e≥1.6k时,耗能梁段从剪切型屈服向弯曲型屈服转变,结构的楼层位移明显比其他偏心支撑框架大,结构的整体抗震不如剪切屈服型耗能梁。当耗能梁段的长度达到2.0k时,结构的位移响应增大幅度加剧,A6的顶点位移343 mm比A1的顶点位移243mm增大41%。从图中可以看出:当e≤1.3k,结构在罕遇地震作用下楼层位移响应变化不大。

因此,进行单斜杆型偏心支撑钢框架的设计,耗能梁段与柱连接时,其长度不得大于1.6Mp/Vp。建议在罕遇地震作用下,高层单斜杆型偏心支撑钢框架设计,其耗能梁段长度e介于0.9k～1.2k之间时,结构的整体抗震性能比较理想。

3.2 耗能梁段腹板高厚比的影响

图13～图16为不同高厚比的单斜杆型偏心支撑钢框架的计算结果。从图可以看出:随着高厚比的增加,耗能梁段的腹板等效应力变化不大;与耗能梁段相连的梁翼缘、支撑翼缘和梁柱节点域腹板的等效应力随高厚比的减小而增加;尤其是支撑翼缘的等效应力过大,当高厚比h0/tw≤40时,3层、4层、5层支撑的翼缘已进入屈服。图13中数据均取自各层耗能梁段端部相同位置腹板的等效应力;图14中数据均取自与耗能梁段相连的各层框架梁相同位置翼缘的等效应力;图15中数据均取自各层支撑翼缘相同位置的等效应力图16中数据均取自梁柱节点域相同位置腹板的等效应力。

图17和图18为单斜杆型偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下的楼层位移和层间位移。图中反映的趋势为:随着腹板高厚比的增加,楼层位移和层间位移逐渐减小,结构的抗侧刚度逐渐增加。B1的顶点位移278mm比之B6的顶点位移225mm增大了23.5%左右。从以上各图可以看出:在耗能梁段腹板截面面积相同的情况下,耗能梁段腹板高厚比的变化对偏心支撑框架在罕遇地震作用下的抗侧刚度影响较大,耗能梁段腹板高厚比越大,抗侧刚度越大。

为了确保截面腹板受剪屈服,耗能梁段的设计常常是通过最小抗剪能力和最大抗弯能力的要求进行优化选择,最有效的耗能梁段截面是满足所需受剪面积的情况下截面高度最大。因此,单斜杆型偏心支撑钢框架的高厚比宜为45～60之间。

3.3 耗能梁段腹板加劲肋间距的影响

图19～图24为耗能梁段腹板加劲肋间距的改变时耗能梁段的等效应力图、结构楼层位移图等。从图可以看出:加劲肋间距的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能和刚度影响很小。因而在单斜杆型偏心支撑钢框架的设计中,加劲肋间距满足《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99-98)即可。

4 结论

本文分析了单斜杆型偏心支撑钢框架耗能梁段长度、腹板高厚比和加劲肋间距的改变对其抗震性能影响。主要得到结论如下:

1)耗能梁段长度的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能的影响较大,过长或过短对结构抗震都不利,通过分析比较,建议耗能梁段长度取0.9倍～1.2倍的mp/Vp。

2)耗能梁段腹板高厚比取的适当会减小地震作用,建议把单斜杆型偏心支撑钢框架的高厚比设计为45～60之间。

3)耗能梁段腹板加劲肋间距的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能影响不大,满足《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99-98)即可。

参考文献

[1]管克俭,王新武,彭少民.钢框架支撑体系的应用和分析方法[J].Engineering Science.May2003.Vol.5NO.5.

[2]James O Malley,Egor P Popov.Shear links in eccentrically braced frames[J],Journal of Structural Engineering.1984,110(9):2275-2295.

[3]钱稼如,陈茂盛,张天申.偏心支撑钢框架在水平力作用下的试验研究和极限分析[J].建筑结构,1993(4):3-8.

[4]GB50011—2001建筑抗震设计规范[S].

[5]JGJ99-98高层民用建筑钢结构技术规程[S].

[6]赵宝成.偏心支撑钢框架在循环荷载下的破坏机理和抗震设计对策[D].西安:西安建筑科技大学,2003.

[7]赵小敏.Y型偏心支撑钢框架弹塑性动力分析[D].苏州:苏州科技学院,2007.

偏心支撑 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

[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.

偏心支撑 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.