框架式地下建筑结构（精选4篇）
框架式地下建筑结构 篇1
某学校教学楼工程, 建筑功能主要以教学、试验为主, 地上5层, 地下1层 (半地下室) , 结构总高20.95m。按照某市建设“关于提高学校医院等人员密集场所建设工程抗震设防标准的通知”, 所有7度 (0.15g) 的学校建筑均按8度 (0.2蔚设计。框架结构抗震等级为二级, 屯类场地土。室内地坪为±0.000m, 室外地坪为-1.450m, 地下室结构底板上皮标高为-4.100m, 地下室建筑地坪为-3.900m, 地下室结构层高4.1m。
一、计算模型与分析
1 模型的建立与计算结果对比
该建筑工程要求地面以上窗户的高度为30cm, 同时要保证窗户沿着两柱贯通, 要想满足这一要求, 地下水挡土墙与顶板之间都不能相互连接。正是因为如此, 该工程的模型嵌固端, 无法充当地下室顶板, 嵌固端应该设计到顶面之上, 地下室有245cm深入地下。
此次工程中共有两种模型设计方案:第一种模型方案, 根据6层框架进行相应的设计, 既不设计挡土墙, 也不设计地下室。使用PKPM软件来进行模型设计, 输入参数数据时, 地下室层数一栏填写0。第二种模型方案, 输入参数数据时, 地下室层数一栏填写1。高位窗根据剪力墙开洞方式来进行处理。
通过计算分析比较发现, 如果考察整体指标, 则第二个设计模型方案比较好, 第一种设计模型方案存在着不安全因素;第二种模型方案因为是剪力墙结构, 而且参数数据是一层地下室, 此时就会明显出现侧向刚度突变的问题, 弯矩与第一种模型方案相比, 明显要大;第二种模型方案框柱内力值与第一种模型方案相比, 明显很大, 横向纵筋与竖向纵筋, 第二种模型方案都要比第一种模型要打, 但是框柱箍筋这两种模型方案都没有明显差异。
2 整体模型受力分析
因为第二种方案中需要设计挡土墙, 而挡土墙的刚度非常大, 同时受到周围土体非常大的约束, 所以地层侧向刚度要非常大。此时就框架来说, 刚度难以均匀, 地上一层是最为重要的突变位置, 因此非常容易出现剪切破坏。因为挡土墙与框架柱存在着比较大的约束力, 而底层框柱同时会受到水平荷载的影响, 这就使得窗户高度范围转变为短柱, 同时剪跨比非常小, 能够将其看作是短柱, 如果发生地震, 短柱常常会造成斜拉破坏。所用的PKPM软件并没有对小孔洞加以考虑, 这与工程的显示要求并不相同。如果高窗能够贯通, 框架梁无法与剪力墙进行连接, 则第二种模型设计方案的梁内力不会如模型中计算的那么小。
二、整体模型设计措施
地下室挡土墙进行开洞处理后, 会出现短柱, 此时挡土墙抗震效果并不好。如果施工场地能够满足要求, 挡土墙与主体结构可以不连接, 相互脱离, 换言之, 就是与主体相差一段距离后, 再进行砌体砖墙。主体结构并不连接挡土结构, 这样即便发生地震, 两者也不会发生碰撞。但是施工场地无法满足要求, 所以上述方法并不能实现。如果设计地下室剪力墙, 则外圈框架柱必须要提高抗剪能力, 这就需要设计人员对框架柱进行全高加密处理, 如果有需要还需要入型钢芯柱。
对于没有开洞的剪力墙, 需要依据水平长度大小来进行设计, 如果水平长度比较小, 则可以设计成暗柱, 能够上下贯通, 这是由于窗户的受力情况与短柱基本上相同, 为了能够防止地震发生时, 暗柱发生拉裂, 设计人员应该增加抗剪箍筋。
站在整体指标角度来考虑这一问题, 模型一的确存在着安全隐患, 而整体框架梁柱是根据第一种设计方案获得的。但是因为地下室挡土墙能够为整体结构提供刚度, 使得地上一层变为集中的刚度突变位置, 第二种模型方案框梁内力要明显高于第一种设计方案。所以现实设计过程中, 设计人员为了能够满足结构要求, 需要将这两个方案有效结合, 进行包络设计。
三、地下室挡土墙计算分析
地下水位非常低时, 挡土墙与框架柱就能够进行有效的连接, 而且还能够进行设缝, 但是此种现状基本上不会发生。通常情形都是, 挡土墙与框架柱直接设计成为固接或者是铰接的方式。挡土墙上端因为需要开窗, 变为自由端, 墙下端与底板相连接, 因此可以进行固接处理。
挡土墙与框架柱相连接时, 横向方向上会受到很多压力的影响, 第一个就是直接测压力, 第二个就是间接侧压力。如果梁柱的侧向刚度非常大, 间接侧压力更加的突出。但是如果挡土墙与框架柱并没有设置任何的缝隙, 则不会出现侧压力, 如果两者相互连接, 即使是铰接处理, 依然会出现间接侧压力。
设计人员采用简化计算方法, 将地下室挡土墙共角形荷载等效为矩形荷载。将地下室挡土墙视为三边固定一边自由的板, 荷载按周边传递考虑, 得出传到框架柱上的间接侧压力。通过与有限元计算, 当地下室挡土墙长与高的比值在1.2~1.5时, 简化计算误差在5%以内。实际上, 可以将地下室挡土墙作为板单元结构进行分析。按照板计算的一般原则, 若挡土墙长与高的比值>3, 挡土墙即可视为单向板, 侧向压力仅向挡土墙上下两端传递, 而传给框架柱的间接侧压力则很小, 可忽略不计。若挡土墙长与高的比值<2, 可按双向板计算。
本工程中, 柱距为8.4m, 墙高为3m, 外墙上端自由、下端固接。由于地下水位较高, 为防止水渗人, 外墙与柱之间不设缝。侧压力沿地下室挡土墙竖直方向单向传递, 计算模型取lm宽板带, 按悬挑构件计算内力, 用0.2mm裂缝控制配筋, 挡土墙竖向筋为主受力钢筋。为弱化地下室挡土墙与框架柱的连接, 水平方向钢筋配置宜尽量减小, 但仍需保证二者交接处裂缝限值。
结语
综上所述, 可知本文提出的两种设计方案要结合起来使用, 单独任用任何一种方案都会出现安全隐患。开高窗的短柱设计人员要恰当的进行处理, 以此提高短柱的抗剪能力, 如果场地条件能够满足需求, 可以让挡土墙与整体不连接。此外, 设计人员在进行设计时, 要需要考量到间接侧压力的问题。
摘要：本文以某一工程为案例, 介绍了两种建筑半地下室框架结构设计方案, 同时对这两种设计方案进行了计算结果对比、整体模型受力分析等, 而后又提出了相应的设计措施, 希望能够为半地下室框架结构设计人员提供借鉴。
关键词：半地下室,框架结构,设计
参考文献
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[3]杨月圆.建筑框架结构设计原则及注意事项探究[J].科技风, 2013 (02) .
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[5]赖庆生.框架结构设计的若干问题探讨[J].广西城镇建设, 2003 (Z1) .
框架式高层房屋建筑模态分析 篇2
关键词：模态分析,有限元法,框架结构,高层建筑
1 模态分析理论
1.1 模态分析简介
所谓的模态分析就是确定结构系统的振动特性,得到结构的固有频率和各阶振型,它们是结构承受动力荷载设计中的重要参数。它的主要优势在于计算一组正交向量之后,可以将大型整体平衡方程组缩减为数量相对较少的解耦的二阶微分方程,这样能有效的节省时间。而且计算结果能帮助我们对结构响应进行定性的判断,并提供相关结构概念设计需求。对于结构体系而言,共振会造成结构系统破坏。因此为了防止共振现象的发生,就要了解系统的固有振动频率及各阶振型,进而避免外力频率和结构系统的固有频率相同或接近。
1.2 模态分析基本原理[1,2]
在结构动力分析中,结构动力响应的求解是基于结构中质量系统的动力平衡方程来完成的,基于经典的物理定律,式(1)给出了一个N自由度线形系统的动力平衡方程,它是一个关于时间的函数:
其中,[M],[C],[K]分别为系统的质量、阻尼、刚度矩阵;[x],[F]分别为系统各点的位移响应向量和激励力向量。式(1)是一组耦合方程,当系统自由度很大时,求解十分困难。将耦合方程变化为非耦合的独立方程组,这就是模态分析必须解决的问题。模态分析方法就是以无阻尼的各阶主振型所对应的模态坐标来代替物理坐标,使微分方程解耦,变成各个独立的微分方程。对式(1)两边进行拉式变换,得:
(s2[M]+s[C]+[K]){x(s)}={F(s)} (2)
令s=jω,则式(2)变为:
([K]-ω2[M]+jω[C]){x(ω)}={F(ω)} (3)
引入模态坐标,令{x}=[φ]{q},其中,[φ]为振型矩阵;[q]为模态坐标,代入式(3)有:
([K]-ω2[M]+jω[C])[φ]{q}={F} (4)
根据振型矩阵对于质量、刚度矩阵的正交性关系,有:
若阻尼矩阵也近似被对角化,即有:
对式(1)乘[φ]T得:
([Ki]-ω2[M]+jω[Ci]){q}=[φ]T{F} (7)
这样相互耦合的N自由度系统的方程组经正交变换,成为在模态坐标下相互独立的N自由度系统的方程组,解耦后的第i个方程为:
(Ki-ω2Mi+jωCi)qi=∑φij[φ]TFj (8)
其中,Ki,Mi,Ci分别为模态刚度、模态质量、模态阻尼;φij为模态振型。
从式(8)中可知,采用模态坐标后,N自由度系统的响应相当于在N个模态坐标下单自由度系统的响应之和。采用归一化方法,使模态质量归一,记模态质量归一化振型为Φ,即:
[Φ]T[M][Φ]=[I] (9)
[Φ]T[K][Φ]=[ω2] (10)
可知,Ki为模态固有频率;N自由度系统有N个固有频率。
2 计算模型的建立
2.1 工程背景
某一框架式结构建筑,总高45 m,14层,底层高6 m,其余层高3 m。结构平面图如图1所示。
其主要承重构件的截面尺寸及材料属性如表1所示。为了计算方便钢筋混凝土的密度统一为2 500 kg/m3。
2.2 有限元模型
建模过程中,本文采用了两种单元类型:Beam4和Shell63。Beam4是一种可用于承受拉、压、弯、扭的三维弹性梁单元。这种单元在每个节点上有6个自由度:x,y,z三个方向的线位移和绕x,y,z三个轴的角位移。Shell63单元可以同时承受壳面内、外的荷载,具有壳单元算法和膜单元算法,而且还考虑了应力刚化效应以及大变形效应。用其模拟本结构中的楼层板。划分后的模型共有47 330个节点、52 952个单元。模型及划分单元见图2。
3 边界条件及荷载
3.1 边界条件
对与地面接触的框架柱施加x,y,z方向的零位移约束,如图3所示。本例采用Block Lanzcos模态法提取前6阶模态,模态分析采用扩展模态法。
3.2 计算荷载
模态分析考虑整体结构的固有频率,频率大小的变化直接反映结构刚度的变化。模态分析计算时只需考虑结构自重下的荷载工况,各构件自重均在有限元软件中设置参数自动施加,结构密度2 500 kg/m3,重力加速度取9.8 m/s2。
4 计算结果
采用有限元软件对结构的空间刚架模型进行模态分析计算,得到结构前8阶模态分析的固有频率及振型贡献率(见表2)。由计算结果可以看出结构在x,y,z方向的振型贡献率均已超过了90%,所以采用前面8阶振型的模态分析已满足分析的要求。各阶模态振型见图4～图11。
由表2分析可以看出Ux,Uy,Uz前8阶振型总贡献率都大于90%,说明截取前8阶振型已经满足分析要求了。第1阶振型贡献率Ux=0.865 9,说明第1阶振型属于x方向的平动,且为该码头x方向的主要振型;第2阶振型属于y方向的平动,为该房屋的y方向的主要振型;第3阶振型为xy平面的转动;从第6阶振型开始竖向的振动加强,且产生平扭耦合效应。计算得出的前3阶振型的固有频率比较相近,在实际使用过程中最容易引起结构的共振。在使用过程中,无论是结构纵向还是横向都应避免使用与前3阶振型固有频率相近的频率。
5 结语
由以上分析可以得到以下结论:
1)第1阶～第3阶频率从0.376 6 Hz～0.457 7 Hz,振型为平面内的水平运动,没有垂直方向的运动,楼板四周边缘对位移没有明显的约束,位移最大,第1阶～第3阶振型不同,但接近的频率和振型表示它们有类似的成因,可认为是同一族模态。第1阶、第2阶的振型贡献率较大将近达到90%,较容易被激发,如果有荷载的水平激励时,第1阶、第2阶在振动响应中占有主导性作用。
2)第4阶～第8阶频率从1.195 9 Hz～2.292 7 Hz,振型主要为以底层梁柱嵌固点为对称点的反对称弯曲模态,在对称点的两侧形成以嵌固点为结点的波浪形状,同时在水平方向也有小幅运动。以嵌固点为对称点的反对称的水平运动模态,在对称点的两侧形成以嵌固点为结点的波浪形状和垂直方向的弯曲一起构成了一个空间运动模态。该阶模态如果有荷载的垂直激励时,在振动响应中占有主导性作用。
3)由于框架结构复杂,不能采用一般的传统计算方法进行模态分析,而应采用结构专业软件进行分析。本文分析结果表明,有限元法是一种比较合适的分析方法。
4)ANSYS是成熟的工程分析软件,具有丰富的单元库和完善的计算工具。在进行高层建筑模态分析时,只要建模正确,单元及模态分析法选择适当,所得到的计算结果准确性就很高。通过ANSYS模态分析获得了本高层结构的自主振动周期,从而避免了由于场地主振动周期相同或相近造成的共振问题。
参考文献
[1]杨康,韩涛.ANSYS在模态分析中的应用[J].佳木斯大学学报(自然科学版),2005,23(1):81-84.
[2]彭如海,刘杰.刚架模态分析的弹性支承梁法[J].河海大学学报,2002,30(2):9-13.
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[4]尚晓红.ANSYS结构有限元高级分析方法与范例应用[M].北京:中国水利水电出版社,2007.
[5]李围.ANSYS土木工程应用实例[M].北京:中国水利水电出版社,2007:7-9.
框架式地下建筑结构 篇3
昆明天润康园商住小区由15栋18层~25层高层建筑组成, 主体结构设计为框架剪力墙结构, 总建筑面积26万m2。
高层建筑施工中, 外墙脚手架施工危险性大、施工困难。施工企业通常采用悬挑钢管外脚手架作为操作平台和外防护架, 该工艺劳动强度大, 需要多次搭设、拆除, 安全性差、效率低, 投入的周转材料大。由钢管和扣件组成的框架式整体脚手架, 包括提升机、导轨、竖向主框架、水平桁架、防倾斜组件、防坠杆件、附墙拉杆、固定螺栓及与之配套的电器控制系统, 仅需搭设相当于建筑物4层高度的外架, 即可满足施工要求, 具有操作方便、安全可靠、重复使用、经济适用等优点。
通过对安全、工期和成本等方面的分析研究, 决定采用框架式整体升降脚手架, 用于主体结构和装修阶段施工中的外墙防护。
2 框架式整体升降脚手架施工工艺
钢筋混凝土框架剪力墙主体施工时, 在剪力墙或结构梁上按照机位布置图预留直径40 mm孔, 将提升梁用直径30 mm高强螺栓固定在混凝土梁、柱或外墙上。提升梁上端设置导向轮插销插入主框架导轨中作为防倾装置, 架体升降时作为导槽。架体由带导轨的主框架与桁架用高强螺栓相连后作为主承力架, 再用普通双排钢管脚手架连接而成。脚手架升降时, 7.5 t电动葫芦上挂提升梁挂耳, 下端钩挂承力桁架, 以电动葫芦实现架体沿导轨上下移动 (务必与防坠装置配套使用) , 并通过总控箱达到同步升降, 直到架体到达需要上升或下降的高度。提升梁侧边安装导向管并穿入防下坠装置孔内, 当电动葫芦环链断裂时, 防坠装置自动锁紧以防下坠。
爬架架体安装工艺流程:施工准备, 绘制机位图→根据机位图位置预留孔→搭设托架平台→搭设爬架架体→安装提升梁、防下坠装置、防外倾导向轮→安装防下坠装置→检查验收。
爬架提升或下降施工工艺流程:检查挂钩、架体→松开所有固定拉结→撤离架体上所有活荷载→短暂开动葫芦、绷紧链条→调整葫芦链条使之受力均匀→拆除承力主框架与建筑物的钢丝绳连接→开机提升或下降, 观察同步情况→提升到位斜拉钢丝绳固定主框架→检查验收后提供使用。
3 框架式整体升降脚手架施工技术要点
3.1 架体安装
1) 确定机位平面布置:根据流水施工需要, 确定架体分段位置, 并根据楼的体型, 雨篷板、外挑阳台和悬挑梁的位置与外挑长度确定内侧立杆离墙距离, 选择桁架架体。外架转角或需分段处, 采用悬臂桥架;直线段二边悬臂桥架用安全网连通封闭做整体提升。
2) 提升梁预留孔设置:上下预留孔必须在一条垂直线上, 最大偏差不得超过10 mm, 确保架体的垂直升降, 防止倾斜。
3) 搭设托架平台:在需要搭设外架的开始层上预埋托架环 (12钢筋@1 500 mm, 见图1) , 采用钢管搭设托架平台。钢管外挑长度不得少于2 m, 托架内排水平横杆离墙尺寸根据建筑物外形而定, 水平横杆间距为500 mm, 托架宽度为1 100 mm。
4) 搭设爬架架体。架体分三节, 采用分段吊装。按照本外架施工设计布置图, 在地面将桁架与主框架用M12高强度螺栓分段组装, 用塔吊安装到托架上校正、连接、固定。
根据主体结构施工进度, 用塔吊将主框架二节、三节依次用M12高强度螺栓连接紧固, 并用钢管脚手架将整个外架连接。
5) 提升梁、防下坠装置、防外倾导向轮外架安装。a.主体施工完第三层后, 即时装上提升梁, 防倾、防坠导向轮和受力钢丝绳。b.主体施工时, 在剪力墙或结构梁上按照机位布置图预留直径40 mm的孔, 将提升梁用M30×370的高强螺栓固定在混凝土梁、柱或外墙上。c.防下坠装置安装:先将防下坠锁装置和导向管用2个M12螺栓安装在支座上, 其下端穿入主框架第一节加强节点的防坠装置孔内, 上端穿入提升架支架上, 用20轴销穿好并插入开口销, 用防下坠受控开关的联杆进行调整, 并打开受控开关。d.导向轮安装。当全段主框架安装完成后安装导向轮, 使主框架处于正常受力状态, 并作为防倾装置。e.在组装好的桥架上按设计搭设双排钢管脚手架立杆和安全防护设置 (见图2, 图3) 。脚手架每段为五层楼高, 步距为1.8 m, 共9步。先将立杆定位, 相邻立杆接头要错开, 加长对接用一字扣件, 立杆间距1.5 m, 横杆与立杆用十字扣件连接;小横杆两头外挑不小于70 mm;按规范设置十字剪刀撑;局部加强杆件位置按设计要求安装。f.外架外立面挂安全网, 踢脚线。架体底部密封, 架内设置水平安全挡板、护身栏杆、脚手板、挡脚板。
3.2 爬架的升降
1) 在提升梁挂耳上挂7.5 t电动葫芦, 下端钩挂承力桁架挂耳。开启防下坠受控板。2) 开动电动葫芦使链条处于受力状态。检查确认主框架、下部撑杆的穿墙螺栓的紧固和受力状态, 检查花兰螺栓受力 (必须出牙3丝以上) 、导向轮抱住导轨和电动葫芦定滑轮吊挂状态。3) 拆除主框架上部钢丝绳拉杆的穿墙螺栓, 并将钢丝绳拉杆用12号铁丝扎在主框架上, 防止提升过程中碰撞。4) 准备工作完成后, 再仔细检查, 确认无误后方可进行架体的升降, 直到架体到达需要上升或下降的高度。5) 安装受力钢丝绳, 退出电动葫芦。升降时严禁用塔吊作为升降动力提升。6) 必须保证所有电动葫芦运行方向一致、架体同步升降。
注:1—主框架第一节;2—主框架第二节;3—主框架第三节;4—法兰盘, 用来连接主框架;5—四节间桁架, 用螺栓安装在主框架一节1下部;6—悬臂桁架;7—栏杆;8—立杆, 用对接扣件安装在桁架上方;9—大横杆
3.3 架体的拆除
1) 脚手架的拆除应在搭设起点处或裙楼顶上拆除。2) 拆除前应对脚手架进行一次全面检查, 如发现有安全隐患, 不能按原搭设的反程序拆除时, 须另编拆除方案。3) 拆除时, 首先拆除桁架上端的9步钢管脚手架, 边拆除边拆掉安全网及脚手板, 钢管脚手架拆除完毕后, 用塔吊吊住桁架, 卸去两端的安装螺栓, 由塔吊将桁架吊至地面, 在地面拆去桁架间的水平支撑和连接螺栓。
4 安全技术措施
1) 操作外架提升、下降的人员必须经过专门培训, 并持证上岗, 架体升降时必须统一指挥。2) 在脚手架提升或下降时, 严禁施工人员上架, 架上不得有施工材料。3) 提升或下降前应将主体结构周边的2 m范围内外伸物件及垃圾清除, 防止阻挡提升和高空坠物。4) 五级以上大风、暴雨、大雪和夜间禁止提升、下降。5) 升降时刻注意电动葫芦的动向, 发现异常情况, 立即断电, 待排除故障后, 方可启动。6) 升、降完毕后, 应及时观察脚手架的水平度, 必要时采用电动葫芦局部调整。7) 升、降完毕防倾斜、防坠落措施到位, 安全网封闭, 经验收合格后, 脚手架方可投入使用。
5 结语
高层建筑框架式整体升降脚手架施工工艺的应用, 实现了建筑施工机械化、专业化和设备工具化, 加快了施工进度, 降低了安全风险, 取得了较好的经济和社会效益, 为今后同类工程施工积累了宝贵的经验。
参考文献
[1]JGJ 130-2011, 建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范[S].
[2]DGJ 08-905-99, 建筑施工附着升降脚手架安全技术规范[S].
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[4]JGJ 59-2011, 建筑施工架安全技术标准[S].
框架式地下建筑结构 篇4
1 结构模型
框架6层, 一层高度为5 m, 2层~6层层高为4 m, 总高25 m, 柱截面为500 mm×500 mm, 梁截面为300 mm×800 mm, 混凝土强度等级为C35。抗震设防烈度为8度, 设计地震分组为第一组, 抗震等级为三级。场地类别为Ⅱ类。设计活荷载为4 k N/m2, 特征周期Tg=0.35 s。结构模型如图1所示。框架—摇摆墙结构模型如图2所示。摇摆墙和框架的刚度比按式 (1) 计算。
其中, H为各个结构的总高度;EwIw为摇摆墙部分的截面抗弯刚度;Cf为框架部分的平均层剪切刚度。
其中, Di为使用D值法算得的第i层的剪切刚度;hi为第i层的层高;n为结构层数。
表1为不同截面摇摆墙与框架结构的参数。
应用有限元软件SAP2000建立模型, 结构中摇摆墙采用基于梁柱杆件的墙板宏观模型, 此种模型可兼顾墙板平面内、外的力学性能。摇摆墙底部都设为铰接。对各个模型利用SAP2000软件进行静力非线性分析, 得到各个结构体系的抗震能力。
2 静力非线性分析
2.1 基底剪力—顶点位移曲线分析
如图3所示曲线分别是附加了不同尺寸摇摆墙得出的基底剪力与顶点位移关系的曲线, 其中每条曲线都是从各个不同结构的最大层间位移角1/50处截断。通过图中曲线判断, 在初始弹性区间, 各条曲线的倾斜度基本相同。反映出结构在弹性阶段刚度相同。随着内嵌式摇摆墙刚度的增加, 各个结构的弹性长度也增加, 屈服剪力也有所变大。
从直观图形上来看, 内嵌式框架摇摆墙结构曲线包围的面积越来越大, 表明框架摇摆墙消耗地震的能力越来越强, 尤其是在进入塑性阶段之后, 耗能能力有明显提高。
2.2 性能点
利用软件对摇摆墙宽度在4 m, 4.5 m, 5 m时各结构在罕遇地震分别为7度、7.5度、8度、8.5度、9度时的可变阻尼单一需求谱下的性能点进行了分析。可以看出, 各结构在9度罕遇地震下能力谱和需求谱仍有交点, 表示在有摇摆墙的情况下, 各结构抗震能力都满足9度罕遇地震需求。而且随着摇摆墙宽度的增加, 结构的承载能力都有大幅度的提高。表2为各结构性能点参数。
在7度罕遇地震作用下, 三种结构在相同谱位移0.031 m下, 谱加速度有所提高, 分别为0.118, 0.124, 0.13。说明在7度罕遇地震作用下, 三种结构都进入塑性, 但随着摇摆墙刚度的增加, 结构进入塑性程度更深。随着地震烈度的增加, 各结构性能点都有所提高, 都能适应更大强度的地震, 进入塑性的时间也越来越晚, 抗震能力都有很大的提高。
由此可见, 刚度比越大的内嵌式摇摆墙框架结构承受地震作用的能力越强, 随着摇摆墙刚度的增加, 结构的承载能力, 延性等都有很大提高。
2.3 层间位移分析
如图4所示为各结构层间位移趋势图。从图4中可以看出, 各结构层间位移最大值出现在底层, 因为楼层底部剪力最大, 但是随着内嵌摇摆墙刚度的增大, 底层层间位移逐步减小, 而且每种结构各层层间位移趋向均匀, 这使得结构更趋于整体破坏机制, 能更有效的消耗地震作用力, 提高建筑结构的耗能能力和抗震能力。
2.4 塑性铰分布及发展
在SAP2000中, 框架结构构件的塑性性能可以用离散的塑性铰模拟。对框架一般定义轴力铰, 对梁定义主方向的弯矩铰和剪力铰, 对柱一般定义PMM相关铰。在SAP2000中, 有默认的铰属性、用户自定义的铰属性和生成的铰属性这3种类型的铰属性, 其中只有默认的铰属性和用户自定义的铰属性可以被指定给框架单元。本例中给框架自定义了塑性铰。SAP2000中为了明显表示出塑性铰的发展程度, 用不同的颜色对不同阶段塑性铰进行了划分, 粉红色B、深蓝色IO、浅蓝色LS、草绿色CP分别对应屈服阶段、立即使用阶段、生命安全阶段、防止倒塌阶段的塑性铰程度。
由图5~图7可以看出, 结构在7度罕遇地震下, 三种结构均出现不同程度的塑性铰。随着摇摆墙刚度的增加, 塑性铰出现更加均匀, 4.5 m摇摆墙结构中达到IO阶段的塑性铰比4 m摇摆墙结构中达到IO阶段的塑性铰分布更均匀;同样, 5 m摇摆墙结构中达到IO阶段的塑性铰比4.5 m摇摆墙结构中达到IO阶段的塑性铰分布更均匀。即表明结构各层变形越来越均匀, 越趋于整体破坏机制。通过对比得出, 由于内嵌式摇摆墙和框架结构刚度比越来越大, 能够体现结构抗震性能的塑性铰分布也越来越均匀, 说明结构能消耗更多的地震力, 有效的保护了结构, 使其更加偏向于整体屈服机制。
3 结语
1) 内嵌式框架摇摆墙结构的损伤机制更接近整体屈服机制, 有效的提高了框架结构的耗能能力和抗震能力。2) 随着摇摆墙宽度的增加, 摇摆墙和框架刚度比增加, 结构基底剪力—顶点位移曲线表明结构有了更好的耗能能力。3) 随着刚度比的增加, 层间位移更加均匀, 塑性铰分布和发展也更加均匀, 结构能够在罕遇大震情况下达到其需求, 减少人员伤亡, 降低经济损失。
摘要：研究了内嵌式摇摆墙刚度对框架摇摆墙抗震性能的影响, 建立了一个6层钢筋混凝土框架结构模型, 应用有限元软件SAP2000对附加不同刚度的内嵌式框架摇摆墙结构进行了静力非线性分析, 分析结果表明, 摇摆墙刚度的不同对框架结构的损伤机制, 变形模式有着一定的影响。
关键词：摇摆墙,刚度,静力非线性分析
参考文献
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