Y型偏心支撑钢框架（精选6篇）
Y型偏心支撑钢框架 篇1
摘要：Y型偏心支撑钢框架是最近发展起来的一种新型抗侧力结构体系,具有很好的抗震性能。可以通过改变耗能梁段的截面尺寸和支撑的布置形式来优化结构的抗震性能。本文基于我国现行《抗震规范》建立三个系列的一榀Y型偏心支撑钢框架平面模型,并运用有限元分析软件sap2000对结构进行pushover分析计算,研究了Y型偏心支撑钢框架的耗能梁段长度、腹板高厚比和耗能支撑的布置形式等参数对Y型偏心支撑钢框架结构抗震性能的影响,提出了相应的抗震设计建议。
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。
参考文献
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Y型偏心支撑钢框架 篇2
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.
Y型偏心支撑钢框架 篇3
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.
Y型偏心支撑钢框架 篇4
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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Y型偏心支撑钢框架 篇5
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
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Y型偏心支撑钢框架 篇6
1 结构影响系数的定义
结构影响系数为地震动作用下结构保持完全弹性所需要的最低强度与相同地震动作用下结构保持非弹性反应时的设计强度之比。它主要与结构体系的延性和超强有关,按极限状态设计法,结构影响系数的定义如图1所示。横坐标为结构顶点的水平位移,纵坐标为结构基底剪力。ODEFG为强震下结构的实际反应曲线,OA线为结构保持完全弹性时的反应曲线,ODCG为理想弹塑性的结构反应曲线[3]。
图1中,Ve,Vy,Vd分别为结构为完全弹性时最大基底剪力、显著屈服时基底剪力、设计基底剪力;Δe,Δy,Δd分别为对应的顶点水平位移;Δmax为实际结构的顶点最大侧移。
结构影响系数:R=(Ve/Vy)·(Vy/Vd)=Rμ·RΩ;
结构延性系数:Rμ=Ve/Vy;
结构超强系数:RΩ=Vy/Vd。
本文中显著屈服时基底剪力Vy取中震下结构的基底剪力V′y。
2 有限元模型
9个算例的结构模型参数:层数、跨数、支撑架跨度、层高汇总如表1所示。本文以模型S11-3-6.6为例进行具体说明,按照我国相关规范利用PKPM软件的STS模块对模型S11-3-6.6进行截面设计。抗震设防烈度为8度,设计基本加速度值为0.3g,设计地震分组为第二组,建筑场地类别为二类。钢框架梁柱节点均为刚性连接,构件均采用Q235B钢材,标准层楼面恒载取4.5 kN/m2,活载取2.0 kN/m2,顶层屋面恒载取5.05 kN/m2,活载取2.0 kN/m2,风荷载取0.45 kN/m2,地面粗糙度C类。
以振型分解法求得结构基底水平地震作用标准值FEK=1 891 kN,结构基本周期为0.96 s。ANSYS有限元建模:本文有限元模型的梁、柱、支撑构件均采用梁单元(Beam188),消能梁段采用壳单元(Shell181)进行模拟;连接方式均采用刚接;材料恢复力模型采用经典双折线随动强化模型(BKIN),其在弹性阶段模量为2.06E11 N/m2,强化阶段模量取弹性阶段的2%为4.12E09 N/m2。屈服强度取235 N/mm2,钢材密度取7 849 kg/m3,泊松比0.3;结构阻尼采用瑞利阻尼模型。
3 结构影响系数的求解与分析
3.1 选择地震波
本文按照以下四条要求进行选波:1)根据建设场地的场地类别,同时考虑近远震(或震中距)选择具有相同或相近场地类别台站记录的地震波。2)对所选地震波反应谱场地特征周期Tg的误差不超过20%。3)对结构基本周期附近[0.2T,1.5T]段的加速度反应谱均进行控制,要求与设计反应谱在该区间各周期点的偏差控制在-10%～+20%。4)每条时程曲线计算所得结构底部剪力不应小于振型分解反应谱法计算结果的65%,多条时程曲线计算所得结构底部剪力的平均值不应小于振型分解反应谱法计算结果的80%。
3.2 弹塑性增量动力分析
将所选地震波调幅至最大峰值加速度分别为110 cm/s2,294 cm/s2,400 cm/s2,510 cm/s2,600 cm/s2,然后将地震波数据输入结构有限元模型进行增量动力分析得到各条波作用下的结构基底剪力及最大层间位移角,最大层间位移角限值均满足规范要求。地震波峰值加速度为110 cm/s2时,结构应力云图显示所有构件处于弹性状态;当地震波峰值加速度为294 cm/s2时,梁、柱、支撑仍然处于弹性状态,消能梁段进入塑性,部分消能梁段产生塑性铰。
3.3 结构影响系数R的求解
以1号地震波为例求解结构的超强系数RΩ、延性折减系数Rμ和结构影响系数R。1号地震波作用下的最大层间位移角和基底剪力的关系曲线如图2所示。
结构影响系数、超强系数、延性折减系数的求解:
Ve=θe/θc×Vc=0.004 9/0.001 44×1 800=6 125 kN。
Vd=1 891 kN。
V′y=(4 801-1 800)/(0.004 92-0.001 44)×
(0.004 9-0.001 44)+1 800=4 784 kN。
R=Ve/Vd=6 125/1 891=3.24。
Rμ=Ve/V′y=6 125/4 784=1.28。
RΩ=V′y/Vd=4 784/1 891=2.53。
其中,θe为峰值加速度294 cm/s2下结构最大层间位移角;θc为峰值加速度110 cm/s2下结构最大层间位移角;Vc为峰值加速度110 cm/s2下结构基底剪力;V′y为中震下结构的基底剪力。
依上述方法可得到所有9个算例的超强系数、延性折减系数和结构影响系数的统计(如表2所示)。
4 结语
1)分析得出人字形偏心支撑钢构架结构影响系数平均值为3.14,较规范隐含的结构影响系数2.812 5提高了11.6%;建议该结构体系结构影响系数取值3.14。2)结构影响系数、超强系数、延性折减系数与层数、跨度、跨数没有趋势性的关系,但是结构影响系数与周期有关,随着周期的增加而减小。3)本文求得结构延性折减系数为1.22,表明结构进入塑性的程度较小;美国规范中延性是结构影响系数的主导因素,这也说明我国现行抗震规范在中震作用下对结构延性利用程度不足。4)按我国现行抗震规范设计的人字形偏心支撑钢结构体系是偏安全的,且结构在大震作用下的变形安全储备较大,当然也是偏于不经济的。
摘要：采用弹塑性增量动力分析法,利用ANSYS有限元软件分析了9个人字形偏心支撑钢框架结构算例,得到人字形偏心支撑钢框架的结构影响系数R、超强系数RΩ、延性折减系数Rμ,给出了R的建议值。
关键词：人字形偏心支撑钢框架,增量动力分析法,结构影响系数
参考文献
[1]GB 50011-2001,建筑抗震设计规范[S].
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