支撑框架结构（共8篇）
支撑框架结构 篇1
框架一支撑结构体系是由沿竖向布置的抗剪支撑结构和梁柱框架构成。水平剪力主要由腹杆而不是由柱承受, 腹杆轴力的水平分量承担侧向剪力, 可接近于一个真正悬肴梁的性能。这种结构形式无论是从强度或变形的角度看, 都是十分有效的。梁柱框架可以是铰接或半刚接, 其侧向刚度可以忽略不计。柱仅承受墙、梁、楼板传来的竖向荷载.一般来说, 此体系较纯框架结构用钢量少, 节点构造较其他体系相对简单。同时, 采用支撑结构能大大增加结构的整体刚度, 提高抗侧能力, 因而理论上建筑高度可以提高到40层左右。因为建筑所承受的侧向荷载可能反向, 支撑轮换着承受压力和拉力因而支撑常按更严格的受压情况设计。
1 框架———支撑体系具有良好的抗震特性和较大的侧向弯度
在框架侧向变形时, 弦杆轴向变形的效应是趋向于使结构产生弯曲变形, 凹面朝背风面, 最大斜率发生在顶端, 而腹杆变形的效应是趋向于使结构产生剪切变形, 凹面向风, 最大斜率发生在底部, 顶端为零斜率, 合成变位图是弯曲与剪切曲线的组合, 合成图形取决于两者的相对大小 (主要视支撑的类型而定) 。虽然如此, 大多数情况呈现弯曲变位控制变形的特性。框架一支撑体系属于双重抗侧力体系, 具有良好的抗震特性和较大的侧向刚度, 这类体系的建筑适用高度约为框架体系的两倍。在地震作用下, 若支撑系统破坏, 内力重分布由框架承担水平力, 即所谓的两道抗震防线。
2 框架———支撑结构的具体原理
框架——支撑结构体系是在框架体系中部分框架柱之间设置竖向支撑, 形成支撑框架, 属于双重抗侧力结构体系, 支撑框架是第一道防线, 框架是第二道防线, 支撑框架中的竖向支撑产生屈曲或破坏后, 由于支撑斜杆一般不承担竖向荷载, 所以不影响结构承担竖向荷载的能力, 不致危及结构的基本安全要求。支撑承受水平力和提供侧向刚度, 它一方面作为支撑构件可以防止框架柱的失稳, 另一方面它还要承担风力、地震力等其它水平荷载。在这种体系中, 框架的布置原则和柱网尺寸, 基本上与框架体系相同, 支撑大多数沿楼面中心部位服务面积的周围布置, 沿纵向布置的支撑和沿横向布置的支撑相连接, 形成一个支撑芯筒。采用由轴向受力杆件形成的竖向支撑来取代由抗弯杆件形成的框架结构, 能获得比纯框架结构大的多的抗侧力刚度, 可以明显减小建筑物的层间位移。支撑在水平荷载作用下所产生的位移主要是由于其中各杆件的轴向拉伸或压缩变形引起的, 与框架侧移是由于杆件弯、剪变形所引起的情况相比较, 其量值要小的多, 表明竖向支撑的抗推刚度要比框架大的多。支撑侧移主要是由水平荷载倾覆力矩作用时支撑整体弯曲产生的, 支撑的一侧拉伸、一侧压缩, 导致楼面倾斜转动, 由下层到上层逐层积累, 使支撑侧移曲线的层间侧移角由下而上逐层增大。采用框架-支撑体系的建筑, 框架和支撑由于水平刚度很大的各层楼盖的联系和协调不再能自由的单独变形, 两者的侧向变形趋于一致。各层刚性楼盖协调的结果使框架一支撑体系具有一条共同的侧移曲线, 从而使框架下部和支撑上部的较大层间侧移角均得以较大幅度的减小。另外, 采用人字支撑等还可以起到减小梁跨度的作用, 从而减小梁的截面。支撑要在适当位置设置, 以便与建筑设计相协调。此结构体系虽然在国外己经有较长的应用历史, 技术和规范也很成熟, 但是在我国却是一种新型的结构体系。
3 框架一支撑结构体系的分类
就钢支撑布置而言, 可分中心支撑和偏心支撑两类。
1) 钢框架一中心支撑体系
当斜向支撑构件的两端均位于梁柱相交处, 或一端位于梁柱相交处, 另一端在另一支撑于梁相交处同梁相连, 构成了框架一中心支撑体系。中心支撑的特征是:支撑的每个节点处, 各杆的轴心线交汇于一点。中心支撑框架宜采用X型支撑、单斜杆支撑或人字支撑, 不宜采用K型支撑;支撑的轴线应交汇于梁、柱杆件轴线的交点, 却有困难时偏离中心的距离不应超过支撑杆件的宽度, 并应计入由此产生的附加弯矩。其中, X形、人字形等中心支撑具有很大的抗推刚度和水平承载力, 用于多高层建筑的抗风是十分有效的。
2) 框架一偏心支撑体系
偏心支撑的特征是:支撑斜杆与梁、柱的轴线不是交汇于一点, 而是偏离一段距离, 形成一个先于支撑斜杆屈服的“消能梁段”, 偏心支撑框架的每根杆件应至少有一段与框架梁连接, 并在斜杆与梁交点至柱之间或至同一跨内另一斜杆与梁交点之间形成消能梁段。偏心支撑有以下几种类型:八字形支撑上端形成消能梁段, 单斜杆的一端或两端形成消能梁段, 人字形上端形成竖向消能梁段, V字型偏心支撑。在这种结构体系中, 耗能梁段在正常使用或小震情况下保持在弹性变性阶段, 而在强震作用下, 通过其非弹性变形, 在其中产生塑性铰耗能, 从而具有较好的抗震能力。与框架-中心支撑体系相比, 在建筑形式布置上易于解决门窗和管道的设置。
针对框架一中心支撑体系在强震作用下易造成受压杆件的受压屈曲的问题, 使用框架一偏心支撑体系可以得到很好的解决。在这种结构体系中, 耗能梁段在正常使用或小震情况下保持在弹性变性阶段, 而在强震作用下, 通过其非弹性变形, 在其中产生塑性铰耗能, 从而具有较好的抗震能力。与框架一中心支撑体系相比, 在建筑形式布置上易于解决门窗和管道的设置。70年代中期以来, 美、日等国对这种支撑形式进行了较为全面的受力变形分析, 特别是美国加州大学伯克莱分校地震研究中心对此还作了一系列的理论和试验研究。一般而言, 钢框架-支撑体系用于非地震区40层以下的楼房是不会超出经济、有效的范畴的。地震区不超过12层的楼房, 可用中心支撑;超过12层的楼房, 8、9度时宜采用偏心支撑等消能支撑, 但顶层可采用中心支撑。
传统的支撑是按层高、跨度模数设置, 并全部内埋使建筑外表完美, 现在有很多建筑采用外露巨型支撑, 长度可延伸到许多层和许多跨。这种应用方法不仅高度发挥了结构的效率, 也使建筑更加美观。但斜向支撑也会妨碍建筑的平面布置, 除不利于确定门窗洞的位置外, 对内部空间和人流的安排也带来许多麻烦。此外, 大型斜撑的连接施工和装配是昂贵的。框撑体系在支撑屈曲前的强度和变形是完全可以保证的, 但目前尚缺乏对在支撑屈曲后的结构是否还能保持足够的强度和刚度的研究。
4 框架———支撑结构体系的优缺点
框架———支撑结构的优点在于结构的侧向刚度较大, 抗震性好。另外设置支撑可以提高框架的稳定承载能力。缺点在于支撑的存在将影响开洞位置, 门、窗洞口的布置和尺寸受到限制, 给建筑布局带来不便。另外节点为梁、柱、钢支撑三种构件连接, 构造较复杂。
摘要：本文详细探讨了框架一支撑结构体系的详细设计原理、分类以及优缺点。
关键词：框架,支撑,结构设计
参考文献
[1]陈绍番.钢结构设计原理[M].中国建筑工业出版社, 2005.
[2]李国强.多高层建筑钢结构设计[M].中国建筑工业出版社, 2004.
支撑框架结构 篇2
研究生的第一个学期马上就要过去了，这个学期的学习成果主要分专业知识和软件方面，现总结如下：
一、专业知识
(一)与混凝土结构相比，钢结构的优点 1.抗震性能优于混凝土结构；
2.结构自重小，降低基础工程造价； 3.减小建筑物中结构所占面积； 4.施工周期段。(二)框架支撑结构体系
1、与纯框架结构对比
[纯框架【UBF】] 纯框架结构是靠梁柱的抗弯刚度来抵抗水平力的。
在纯框架结构中加上抗侧力构件就构成双重抗侧力体系，当抗侧力构件设置成支撑时就构成了框架支撑结构体系。这种体系竖向荷载由抗弯框架承担，侧向作用按照抗弯框架和支撑框架的刚度比例进行分配。
2、分类
根据支撑杆件设置方式的不同，支撑框架可分为中心支撑框架【CBF】、偏心支撑框架【EBF】和偏离中心支撑框架【OBF】（1）中心支撑框架【CBF】
①特点：斜杆与横梁及柱汇交于一点，或两根斜杆与横梁汇交于一点或与柱汇交于一点，汇交点均无偏心距。
②根据斜杆的不同布置，可分为十字交叉支撑(a)、单斜杆支撑(b)、人字形支撑(c)、K字形支撑(d)、V型支撑(e)、跨层X形中心支撑(f)等。
（a）
(b)
(c)
（d）
(e)
(f)(a)十字交叉支撑具有施工及洞口布置方面的略势；
(b)单斜杆支撑劣势是不宜用于往复荷载作用下的对称结构中；
(c)人字形支撑优点是便于洞口的布置，应用范围广；缺点是在罕遇地震地震下，由于受拉和受压支撑的极限承载力不同，会出现梁在支撑交叉点处的不平衡集中力，加重梁的负担，甚至会使设置有支撑的横梁的截面比临近梁大很多；
(d)K字形支撑，两支撑的不平衡力将有可能使柱中点形成塑性铰，在有抗震要求的结构中是不允许使用的；
(e)V字形支撑优点是便于洞口的布置，应用范围广；缺点是在罕遇地震地震下，由于受拉和受压支撑的极限承载力不同，会出现梁在支撑交叉点处的不平衡集中力，加重梁的负担，甚至会使设置有支撑的横梁的截面比临近梁大很多；
(f)跨层X形中心支撑可以避免产生梁的不平衡力所带来的材料浪费和设计上的麻烦，同时又具有人字形及V形支撑的优势。（2）偏心支撑框架【EBF】
①特点：每一根支撑斜杆的两端，至少有一端与梁不在柱节点处相交。②支撑斜杆和柱之间或斜杆与斜杆之间形成耗能梁段α。
设置耗能梁段的目的是改变支撑斜杆与梁（耗能梁段）的先后屈服顺序，即在罕遇地震下，一方面通过耗能梁段的非弹性变形进行耗能，另一方面使耗能梁段的剪切屈服在先（同跨其余梁未屈服），保护支撑斜杆不屈曲或屈曲在后，从而有效的保持并相应的延长结构抗震能力的持续时间，并达到节约钢材的目的。
③根据支撑斜杆形式的不同，主要分为D形、K形、V形和Y形几种常用形式以及它们的一些改形。
(3)偏离中心支撑框架【OBF】
①特点：人为的将两根交叉支撑的斜杆的交点偏离对角线，产生一个预先设定的偏心率e。支撑斜杆由不在同一条直线上的两根斜杆支撑和拉杆组成。
②该结构体系一旦承受一旦承受水平荷载，三根支撑均同时受力，荷载增加会破坏原有平衡，形成新的平衡。这种支撑体系从受力开始就是几何非线性的，而其几何非线性主要取决于偏心率e的大小和拉杆的相对刚度。③该结构体系的偏心率达到某种程度，结构的地震力将将明显减少。该支撑体系通常可设于建筑物底层，与上部的其他支撑体系共同构成抗侧力体系。注意：由于地震荷载的循环往复特征，这种支撑体系应当两跨成对的布置而不是单跨布置。
这种支撑体系一方面能为建筑物底层提供一个较为敞开的空间，满足底层的功能要求； 另一方面，它能减小地震力作用，在某种程度上起到隔震的作用。
④由于材料的非线性性能，使结构有良好的耗能性能，但底层侧移量也会增加。因此，设计中应当格外注意P—Δ效应对应用该支撑体系的多层和高层建筑的影响。
3、支撑杆件的设计必须满足以下原则：
①支撑杆件的选择必须避免在发生反复的受压屈曲和受拉屈服时产生过早的失稳；
②支撑的连接必须确保支撑承受预期的最大荷载，水平荷载作用下确保支撑的正常工作； ③在地震荷载作用下，柱必须在弹性范围内工作，以承受地震荷载作用下产生的最大轴向力； ④梁必须能够承受支撑杆屈曲时传来的轴力和弯矩，同时在支撑杆屈曲后还能够承担梁上部的竖向荷载；
⑤在梁端塑性铰出现的位置，梁必须能够承担塑性弯矩，同时承担由于支撑斜杆的拉压屈曲所带来的荷载。
4、为防止框架——中心支撑结构在罕遇地震作用下发生整体倒塌，地震区的框架——中心支撑结构设计应符合三水准的抗震设防要求：
(1)形成多到抗震防线。大震时，第一道防线（支撑）首先出现塑性铰，耗散地震能量。这些构件即使有破坏也不会对整个结构的竖向构件承载力有太大影响；(2)结构体系应具有支撑——梁——柱的屈曲顺序机制，因此应尽量避免支撑既承担水平剪力又传递竖向荷载，尤其应尽量避免使其成为传递竖向荷载的主要构件，而应使支撑框架和抗弯框架形成的双重体系刚度匹配合理，使得大震时支撑先行压曲，推迟在柱内形成塑性铰；(3)结构体系的侧向刚度要连续化，避免刚度突变，以减少薄弱部位和应力集中部位。(三)结构影响系数
1、基本知识
(1)结构的影响系数也称为地震折减系数、地震反应修正系数，在美国规范UBC97中称为结构反应修正系数，在欧洲规范EC8中称为性能系数。
(2)结构影响系数主要和结构体系的延性和超强（强度储备）有关。结构的延性、超强能力越大，地震作用取值应越小。
2、定义
如右图，横轴为结构顶点水平位移，纵轴为结构基底剪力。
OA为结构保持完全弹性时的反应曲线； ODEFG为强震下结构的实际反应曲线； ODCG为理想弹塑性结构反应曲线； Ve为完全弹性时最大基底剪力，Δe为对应的顶点位移；
Vy为显著屈服时基底剪力，Δy为对应的顶点位移；
Vd为设计的基底剪力，Δd为对应的顶点位移；
Δmax为实际结构顶点的最大位移
结构影响系数定义为：R=Ve/Vd=(Ve/Vy)*(Vy / Vd)=Rμ*RΩ
位移放大系数定义为：Cd=Δmax/Δd 式中Rμ=Ve/Vy 为结构延性系数；RΩ= Vy / Vd 为结构超强系数
结构的最大侧移等于设计地震作用弹性位移Δd乘以位移放大系数，即Δ
max
=Δd * Cd
定义位移延性系数μs=Δmax/Δy
由于Δy/Δd= Vy / Vd= RΩ,则Cd=Δmax/Δd=（Δmax/Δy）*（Δy/Δd）=μs* RΩ
3、结构影响系数的求法
(1)进行结构设计得出对应的设计基底剪力Vd ；
(2)对结构进行增量动力分析并得出基底剪力V—顶点位移Δ曲线；
增量动力分析就是不断的增加地震动强度，每增加一次就做一次弹塑性动力时程分析，以了解从小震到大震的整个过程中结构的动力反应。(3)对分析数据进行整理、分析，得到结构影响系数R。
(四)低周疲劳损伤积累分析
1、结构疲劳行为分为高周疲劳和低周疲劳。高周疲劳循环荷载对应的应力、应变主要处于弹性范围，结构具有较长的失效循环次数；而低周疲劳由反复塑性应变造成，结构的失效循环次数较短。
2、钢结构构件和节点的低周疲劳寿命的研究方法主要有：S-N曲线分析方法、断裂力学分析方法和局部应变分析方法。(1)S-N曲线分析方法
对于高周疲劳行为可采用传统的名义应力法通过S-N曲线来获得疲劳寿命，曲线可由实验数据得到，关系式为：
N(Δσ)m=C(a)其中N为疲劳寿命；Δσ为应力幅；m和C为S-N曲线的材料常数 可以将基于S-N曲线的高周疲劳分析思想引入低周疲劳研究。通过一定假设将(a)式的应力幅Δσ由应变幅Δε来表达，并将相关参数进行变换，实现对结构构件和节点的低周疲劳分析。这些变换包括应变幅Δε的定义、疲劳失效准则的研究和参数m的定义。
① 应变幅Δε的定义
ⅰ.在疲劳荷载作用下，钢框架梁柱构件和节点会出现不同类型的应力集中。钢框架梁柱节点由不同组件构成，而几何不连续性成为导致这种应力集中的原因。
ⅱ.对于低周疲劳S-N曲线分析的应变幅Δε主要通过等效位移幅和等效应力幅表达。
② 疲劳失效准则的研究
ⅰ.结构的失效并不是构件发生完全的断裂，而可能包含材料的循环软化或硬化，整体和局部的构件屈曲，连接件的破坏等。所以，疲劳失效准则应能较好的反应结构的破坏模式，并结合结构的强度、刚度和能量耗散等特征参数使疲劳设计偏于安全。
ⅱ.结构构件的高周疲劳寿命通常采用以结构静载强度理论为基础的实效准则进行预测，而这种失效准则不能充分用于高应力低周次的疲劳失效判断。目前主要采用基于能量耗散和等效位移幅的低周疲劳失效准则来评价钢框架梁柱节点和构件的低周疲劳性能。③参数m的定义
ⅰ.在疲劳S-N曲线的几何表达式中，安全寿命设计区段的斜率由（-1/m）表示。通常通过实验数据的线性拟合来确定参数m。
ⅱ.参数m与应变幅的定义有关。应变幅既可通过结构位移幅的塑性部分，也可通过结构整体位移幅（包括弹性和塑性部分）来定义。(2)断裂力学分析方法
①断裂力学以含有初始类型裂纹缺陷为前提，着重研究疲劳裂纹亚临界的扩展规律，从而可以对裂纹扩展寿命进行准确的预测。
②疲劳裂纹扩展速率的表达式有多种形式，其中被学术界和工程界广泛接受的是Paris公式。Paris公式将疲劳裂纹扩展数据与应力强度因子变化幅度联系起来是断裂力学分析方法的理论基础。(3)局部应变分析方法
应用于结构低周疲劳分析的局部应变分析方法是通过材料的疲劳性质来确定裂纹形成寿命。
3、低周疲劳分析方法的应用
(1)S-N曲线分析方法较为简单并较多应用于梁柱节点的寿命预测，包括刚性全焊接节点和半刚性螺栓节点。通过等效应力幅的S-N曲线分析方法可以实现对梁柱节点的低周疲劳进行评价。(2)基于裂纹扩展寿命的断裂力学分析方法主要应用于刚性全焊接节点的疲劳分析且更适用于裂纹稳定开展阶段的寿命预测。
(3)局部应变分析方法的精度较高，但往往在裂纹开展阶段较为有效。这是因为在循环荷载作用下，每一个载荷循环材料都可能存在硬化和软化，而随疲劳加载裂纹的开展，裂纹的尺寸将不断的改变和不稳定的发展，所以裂纹尖端的应变计算非常复杂。
(五)滞回曲线（Hysteretic curve）
1、定义：在力循环往复作用下，得到的结构荷载－变形曲线。它反映结构在反复受力过程中的变形特征、刚度退化及能量消耗，是确定恢复力模型和进行非线性地震反应分析的依据，又称恢复力曲线（restoring force curve）。
2、分类
结构或构件滞回曲线的典型形状一般有四种:梭形(a)、弓形(b)、反S形(c)和Z形(d)。
梭形说明滞回曲线的形状非常饱满，反映出整个结构或构件的塑性变形能力很强，具有很好的抗震性能和耗能能力。例如受弯、偏压、压弯以及不发生剪切破坏的弯剪构件。具有良好塑性变形能力的钢框架结构或构件的P一△滞回曲线即呈梭形。
弓形具有“捏缩”效应，显示出滞回曲线受到了一定的滑移影响。滞回曲线的形状比较饱满，但饱满程度比梭形要低，反映出整个结构或构件的塑性变形能力比较强，节点低周反复荷载试验研究性能较好，能较好地吸收地震能量。例如剪跨比较大，剪力较小并配有一定箍筋的弯剪构件和压弯剪构件，一般的钢筋混凝土结构，其滞回曲线均属此类。
反S形反映了更多的滑移影响，滞回曲线的形状不饱满，说明该结构或构件延性和吸收地震能量的能力较差。例如一般框架、梁柱节点和剪力墙等的滞回曲线均属此类。
Z形反映出滞回曲线受到了大量的滑移影响，具有滑移性质。例如小剪跨而斜裂缝又可以充分发展的构件以及锚固钢筋有较大滑移的构件等，其滞回曲线均属此类。
3、滞回曲线特点(1)加载曲线
每次加载过程中，曲线的斜率随荷载的增大而减小，且减小的程度加快；比较每次同向加载，后次曲线比前次曲线斜率减小，表明：反复荷载下构件的刚度退化。
(2)卸载曲线
刚开始卸载时，回复变形很小；荷载减小后曲线趋向平缓，恢复变形逐渐加快，即恢复变形滞后现象。曲线斜率随反复加载次数增大而减小，表明卸载刚度退化。
(3)滞回环
滞回环的对角线斜率反应构件的整理刚度。滞回环包围的面积是荷载正反交变一周后结构所吸收的能量，所以滞回环饱满者有利于抗震。
4、多种受力状态的滞回曲线
(1)提高配筋率，滞回曲线饱满，有利于抗震。
(2)受弯构件（轴压比为0），滞回曲线十分饱满，又很好的延性和耗能性能。
(3)压弯构件(轴压比不为0)，轴压比提高，延性明显下降，滞回环严重捏拢。
(4)受扭构件：纯扭构件出现裂缝后，刚度严重退化，滞回环呈反S型；压扭构件由于压力的存在延缓了斜裂缝的开展，滞回曲线相对饱满。
二、软件方面(一)ETABS ETABS主要学习了一下简单的混凝土框架结构的设计，现在就一个例子说明问题。
1、工程概况
某办公楼为6层的钢筋混凝土框架结构，平面图、立面图见下图。
框架柱尺寸 600X600 边梁 300X600 中间梁 200X500 板厚 100 混凝土强度等级 C30 受力钢筋 HRB400 箍筋 HPB235 活荷载 2KN/m
2不考虑风荷载和地震作用
平面图
立面图
2、建模(1)创建文件
文件——新模型，进入新模型初始化对话框(图1)，点击“否”,进入建筑平面轴网系统和楼层数据定义对话框（图2）
图1
图2 由于本例不属于等间距轴网，点击自定义轴网间距——编辑轴网，进入定义轴网数据对话框（图3）
确定后返回到建筑平面轴网系统与楼层数据定义对话框（图4），根据本例要求修改楼层数据即可。注意：添加结构对象选择轴网。
视图框显示如图5.1、图5.2所示。
图3(2)设置结构总体信息
选项——首选项——结构总体信息，进入一般首选项对话框(图6)(3)定义材料属性
定义——材料属性，进入定义材料对话框（图7），添加新材料，进入材料属性数据对话框（图8）
定义新的材料C30后，确定，返回定义材料对话框，可以看见定义的新材料C30已经在材料列表中（图9）。(4)定义构件截面 ①定义框架柱截面
定义——框架截面，进入定义框架属性对话框（图10）,点击右面第二个下拉菜单，选择Add Recrangular（导入矩形截面）,进入Recranular 截面对话框（图11），修改相应项后，点击布筋，进入布筋数据对话框（图12），确定，返回Rectangular 截面对话框，可以看出右面的显示框内已经出现布筋结果（图13），定义好柱截面C600X600。②定义梁截面
定义——框架截面，同定义框架柱，进入Recranular 截面对话框（图14），点击布筋，进入布筋数据对话框（图15），分别定义好边梁和中间梁截面B300X600、B200X500。③定义楼板截面属性 定义——墙/楼板截面，进入定义墙/楼板截面对话框（图16），点击右面下拉
图4 菜单，选择Add New Slab(增加新楼板)，进入墙/楼板截面对话框（图17），修改数据后，确定，回到定义墙/楼板截面对话框，可以看到新定义的板 F100 已经在列表中（图18）。(5)绘制构件
点击平面视图任意位置，使其处于高亮状态。
状态栏右侧相似楼层下拉菜单选择Similar Stories。①绘制柱
绘图——绘制线对象——按区域点击生成柱，生成对象属性对话框（图19），在Property里选择上面定义的柱截面C600X600。
回到平面视图，采用框选的方法步骤柱。点击A4点，拖到H1点即可。此时视图框显示如图20.1、图20.2。②绘制梁
绘图——绘制线对象——按区域点击生成线，弹出对象属性对话框（图21），在属性里，首先选择边梁的截面B300X600，可以采用点选的方式布置边梁；然后在属性里选择中间梁的截面B200X500，采用点选的方式布置中间梁。
视图框显示如图22.1、22.2。③绘制板
绘图——绘制面对像——绘制矩形面，弹出对象属性对话框（图23），在属
图5.1 性里选择F100，采用框选布置板。点击A4点，拖到H1点即可。
为了便于观察板，可是设置视图。视图——设置建筑视图选项，勾选对象填充和应用到所有窗口。
视图框显示如图24.1、24.2所示。(6)对结构底部施加约束
①将平面视图改为底层平面视图
视图——设置平面视图，选择Base即可。
②选择Base层所有的点对象（框选）。
③添加约束
指定——节点/点——约束（支撑），弹出指定约束对话框（图25）(7)定义静力荷载工况
定义——静荷载工况，弹出定义静荷载工况名对话框（图26）(8)对结构施加静力荷载
选择——按面对象类型，弹出选择面对象类型对话框（图27）指定——壳/面荷载——均匀，弹出均布面荷载对话框（图28）
图5.2
图6
图7
图8
图9
图10
图11
图12
图13
图14
图15
图16
图17
图18
图19
图20.1
图20.2
图21
图22.1
图22.2
图23
图24.1
图24.2
图25
图26
图27
图28
至此，建模结束。
3、运行分析
分析——运行分析
分析结束后，查看分析结果
①查看A轴立面在DEAD荷载作用下的变形图
视图——设置立面视图，选择A。视图显示如图29 显示——显示变形形状，出现变形后形状对话框（图30）视图框显示见图31 ②查看A轴立面在DEAD荷载作用下的弯矩图
显示——显示构件受力/应力图——框架/墙肢/连梁受力，弹出框架的构件受力图对话框（图32）视图框显示见图33
图29
图30
图31
图32
图33
4、进行设计
选项——首选项——混凝土框架设计，弹出混凝土框架设计首选项对话框（图34）。
设计——混凝土框架设计——开始结构设计/检查，视图框显示见图35。
设计——混凝土框架设计——显示设计信息，弹出显示设计结果对话框（图36），此时在显示设计信息的视图上，任意梁上点击鼠标右键，可以弹出梁的混凝土梁设计信息对话框（图37）。
分别点击摘要、弯曲细节、抗剪细节可查看梁设计的具体信息。
点击覆盖项可以进行更换截面的等各项内容，确定后ETABS自动重新设计。
重复分析设计。
结束设计后，点击校核分析与设计截面，弹出Analysis and design sections match for all concrete frames,可以结束设计过程。
图34
图35
图36
图37
(二)Midas gen Midas gen 主要是学习了一下简单的建模过程，现就一个简单的例子说明建模全过程。
1、工程概况
该工程为单层框架，平面图、立面图见下图。框架柱尺寸
上柱：300X300
下柱：500X500 主梁尺寸
300X500 混凝土强度等级：
C30
平面图
立面图
2、建模(1)新建文件
文件——新项目——保存(2)改单位
修改窗口右下角单位为KN、m(3)定义材料、截面
模型——材料和截面特性——材料
弹出材料和截面对话框（图1），单击添加，弹出材料数据对话框（图2）。修改相应数据即可。
单击截面——添加，进入截面数据对话框(图3)，分别定义下柱，上柱和梁数据（图4）(4)建立框架梁
用结构建模助手建立框架梁
模型——结构建模助手——框架
弹出框架建模助手对话框，输入选项卡（图5），编辑选项卡（图6），插入选项卡（图7）
注：这里通过调节Beta、Alpha、Gamma来使所见模型位于某一个平面，处于某一种姿态。其中Beta指的是梁单元绕全局坐标系Y轴的旋转角度；Alpha指的是梁单元绕全局坐标系X轴的旋转角度；Gamma指的是梁单元绕全局坐标系Z轴的旋转角度。
框架梁的模型窗口显示见图8
图1
(5)建立框架柱 ①全选
视图——选择——全选 ②定义柱单元
模型——单元——扩展
树形菜单显示单元选项卡（图9）模型窗口显示见图10。
(6)边界条件 ①选底部节点
视图——选择——平面（图11）②对选择的节点赋边界条件
模型——边界条件——一般支撑（图12）
(7)分割柱
选中待分割柱，模型——单元——分割，树形菜单栏出现单元——分割单元选项卡（图13）
模型窗口显示见图14(8)修改上柱尺寸 选上柱，模型——单元——修改单元参数，树形菜单栏出现单元——修改单元参数选项卡(图15)模型窗口显示见图16
(9)边柱边缘对齐
①对边柱编号（图17）
图2 ②定义不同截面
模型——材料和截面特性——截面（图18）
复制6个上柱截面分别编号4、5、6、7、8、9（图19）分别修改每一个边柱对应的偏心即可。以4号柱为例
点击4号截面——编辑，进入截面数据对话框（图20）点击修改偏心，进入修改偏心对话框（图21）
图3
依次将4、5、6、7、8、9号材料的截面都修改完。③将4、5、6、7、8、9号材料分别赋给4、5、6、7、8、9号上柱
以4号柱为例
模型——单元——修改单元参数，树形菜单栏出现单元——修改单元参数（图22）
模型窗口显示见图23
图4
图5
图6
图7
图8
图9
图10
图11
图12
图13
图14
图15
图16
图17
图18
偏心支撑钢框架结构延性设计探讨 篇3
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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[8]赵宝成.偏心支撑钢框架在循环荷载作用下的破坏机理及抗震设计对策[D]:[西安建筑科技大学博士学位论文].陕西:西安建筑科技大学土木工程学院, 2003.
某框架支撑结构拆除斜撑改造设计 篇4
北京市某售楼处建造于2004年, 地下一层, 地上两层, 房屋总建筑面积5100㎡。按北京市抗震设防烈度8度设计, 地震加速度为0.20g, 设计地震分组为第一组, 建筑场地类别为III类。房屋总长68.0m, 宽25.0m、总高10.9m。层高:一层为5.4m, 二层为5.5m。地下一层采用混凝土结构, 地上两层为钢框架支撑结构, 框架柱采用钢管混凝土柱, 框架梁采用钢梁, 支撑采用钢支撑, 楼屋面板为压型钢板混凝土组合板, 基础采用筏板基础。
地下一层原为车库, 现功能不变;一层二层原功能为售楼处, 现改为超市。由于房屋中间5-6-B-C区域附近用斜支撑作为竖向传力构件, 作为超市使用, 有诸多不便。建设方决定拆除斜撑, 满足超市使用功能上的要求。
2 改造方案-转换梁托梁去斜撑方案
在确定改造方案之前, 首先对房屋现状进行了现场调查及检测。该楼现状良好, 未发现有结构上的明显缺陷, 房屋钢构件及混凝土强度等级满足原设计要求。
该建筑一层和二层在横纵轴线相交处5-B轴、5-C轴、6-B轴及6-C轴位置没有结构柱, 荷载通过5-6-B-C区域外围四根钢梁传递给斜撑, 斜向支撑再向下传递 (具体见图1和图2和图4) , 在地下一层顶, 各支撑汇聚于一点, 即横纵轴线相交处 (具体见图4) , 将上部结构荷载传递给地下一层的框架柱, 传力途径较为复杂。拆除斜撑后, 上述四根钢梁荷载无法向下传递, 因此须沿5-A-D轴, 6-A-D轴, 4-7-B轴及4-7-C轴, 增加转换梁, 承担次梁传来荷载, 同时在一层和二层5-B轴、5-C轴、6-B轴及6-C轴位置, 增加框架柱, 与转换钢梁连接 (具体见图3) , 转换梁将荷载传给新增框架柱, 框架柱将荷载传递给地下一层柱, 再传给基础。
改造后, 原结构传力途径改变, 结构需进行抗震验算。主要包含以下两个方面内容。a、对整体结构进行抗震变形验算, 如不满足要求, 需增大结构抗侧刚度;b、对所有梁柱构件进行抗震承载力验算, 如不满足要求, 需进行加固;
3 改造后结构抗震验算
按照上述方案拆除斜撑后, 该结构体系变为框架结构。由于框架柱为钢管混凝土柱, 结构的弹性层间位移角按混凝土结构限值1/550考虑;从表2可以看出纯框架结构不满足抗震变形要求, 需增大结构抗侧刚度。加大框架柱截面或增加钢支撑, 均可提高结构的抗侧刚度及。但加大柱截面尺寸, 需对多根框架柱进行加固, 焊接量较大, 易对原结构柱造成损伤。增加支撑则抗震效果明显且工程量较小, 又能减少对原结构的破坏, 较为合适。
新增主要构件尺寸见下表。
根据建筑结构荷载规范, 原设计活荷载按展览厅取值, 本次改造设计按商场取值, 两者取值没有变化, 均为3.5kN/㎡。抗震设防烈度按8度 (0.2g) , 场地类别为III类, 根据中国建筑科学研究院PKPM软件计算结果, 框架柱抗震承载力均满足要求, 部分次梁, 主要是原来与斜支撑相连的钢梁承载力与变形均不满足要求。框架结构的层间位移角见下表。
结合建筑使用功能, 在建筑两端1-B-C、10-B-C、2-3-A、2-3-D、8-9-A、8-9-D位置各加一道支撑。根据抗震规范, 为保证结构中部区域的抗震承载力, 钢支撑间距不应超过40米, 故需在建筑中部楼梯间7-B-C位置加一道支撑。新的框架支撑结构弹性层间位移角限值见表3。
原承载力不满足的钢梁, 在其下方贴焊200x200x8x13T型钢, 经过验算, 承载力和变形均满足要求。
4 改造前后两种结构形式比较
该建筑原有功能为售楼处, 建筑中间位置4-5-B-C附近区域为售楼处样板间, 基于装修造型需要, 其墙体需做成斜墙, 原结构斜撑即作为斜墙的骨架, 斜撑既承担竖向荷载, 也承担水平地震作用, 斜撑未与主梁和柱直接连接, 而是与次梁直接连接, 不能与框架柱和框架梁协同受力, 成为结构的薄弱处。地震发生后, 斜撑首先会被破坏, 由于此处没有框架柱, 会带来很大安全隐患。改造后的框架支撑结构, 整齐规则, 结构传力途径简单明确, 框架柱与框架梁组成双向完整结构体系, 作为整体共同受力, 提高了结构的安全度;新增支撑布置在结构周围, 提高了结构的整体抗侧刚度。在楼层中间位置楼梯间处布置支撑, 既提高了楼梯间的安全度, 也确保了建筑中部的抗震承载力, 使整体结构无薄弱处。此外新增支撑仅承担水平地震作用, 不承担竖向荷载, 功能更加合理, 安全储备也得到提高。
5 施工要求
对抗震加固及改造工程施工, 应严格控制施工质量以保证新旧结构共同工作, 对本工程的施工, 因钢结构焊接量较大, 焊缝质量必须严格满足规范要求, 严禁对原结构构件造成损伤。具体施工顺序如下:
a应先按设计要求增加钢柱和钢梁, 按图纸加固钢梁;
b拆除二层支撑, 仔细监测钢梁及楼板的变形, 观测三日无变形后, 进行下步工作;
c拆除一层支撑;仔细监测钢梁及楼板的变形, 观测三日无变形后, 拆除完成;
d改造完成后, 监测一月左右, 没有变形后方可进行建筑装修。
6 结语
在房屋改造设计中, 加固改造方案的确定对结构影响至关重要, 而抗震措施也应予以充分重视。在最大限度满足建筑使用功能的前提下, 本着“安全可靠、经济合理、施工简便”的原则, 结合工程具体情况, 制定可靠易行的结构方案和构造措施。
本工程自改造完成并投入使用至今已数年, 所有构件在新荷载作用下工作状态正常。实践证明, 加固合理有效, 达到设计预期效果。
摘要：针对北京市某售楼处, 从结构传力途径、抗震变形验算、抗震承载力核算及施工技术要求等几方面进行加固改造设计, 改造后结构受力更加合理, 抗震性能更加良好。
关键词：斜支撑,抗震加固,转换梁托梁,框架支撑
参考文献
[1]GB50011—2010建筑抗震设计规范[S].
[2]钟善桐:钢管混凝土结构[M].3版.北京:清华大学出版社, 2004.
[3]GB50009—2012建筑结构荷载设计规范.[S].
[4]GB50017—2003钢结构设计规范[S].
支撑框架结构 篇5
我国改革开放历经三十余年, 经济发展发生了翻天覆地的变化, 人民生活水平实现了大幅飞跃, 随之对高层建筑的需求也日趋增加。规范中规定“在正常使用条件下, 高层建筑结构应具有足够的抗侧移刚度, 避免产生过大的位移而影响结构的承载力、稳定性和使用要求”。钢筋混凝土斜支撑框架结构作为近年来新兴的结构体系, 是在框架结构中加入了混凝土斜支撑所构成的结构体系。本文对钢筋混凝土支撑结构框架结构进行了仔细的总结和分析, 对今后开展研究和工程应用具有一定的参考价值。
1 钢筋混凝土斜支撑框架结构的建筑物的影响
湛江石油勘察设计公司的钟芳和王文龙[1]利用东方气田框架整改和校核项目, 深入研究了框架结构在柱间增设混凝土斜支撑的整改方案, 分别对结构模型进行静力分析和地震分析, 对比原结构框架与增设了斜支撑后的结构模型计算结果并进行分析。研究表明:斜支撑的增设可以使结构的自振周期明显减小, 结构的稳定性也随之提升。
北京总后建筑设计研究院的成浩[2]通过建立钢筋混凝土框架斜撑结构6 个典型的代表模型, 并对其作了400 余例弹塑性时程分析, 与相关的试验结果结合后, 分析得到了层间延伸率是控制框架斜撑结构破坏程度的关键因素。钢筋混凝土框架斜撑结构房屋的地震灾害预测可以以层间延伸率为判断根据。最后建立一栋8层的框架斜撑结构, 通过弹塑性时程分析, 印证这种方法的正确合理性。
天津大学严士超[4]研究了钢筋混凝土框架—桁架结构的斜撑刚度的优化问题, 使用拟牛顿乘子法, 对桁架中斜撑的刚度做了优化。通过对一个8 层的钢筋混凝土框架—桁架住宅中的斜撑刚度进行优化, 确定优化后的各项指标均优于优化前来印证该优化方法的正确性。
M.R.Maheri, R.Kousari和M.Razazan[5]对混凝土框架—支撑结构体系进行了试验研究并且应用了Pushover方法作为理论依据, 分析研究表明:框架—支撑结构对结构的承载力、强度的提高有很大的帮助;由于在混凝土框架结构中的X型支撑对减低结构的整体位移有帮助, 所以在结构体系中X型支撑的增加能够直接改进结构原来的性能。
2 人字形框架结构的建筑物的影响
哈尔滨工业大学土木工程学院张文元[6]利用有限元程序ANSYS, 研究分析了人字形支撑和X形支撑在不同轴压比情况下对巨型钢柱滞回性能的影响。并且对于地震作用下结构中钢柱有可能伴随出现的受力状态, 分别研究了轴力和剪力一起增大或者减小时巨型钢柱的滞回性能。
清华大学土木工程系陆新征和江见鲸[7]选用ANSYS和SAP2000 程序, 分别对异型柱框架结构和异型柱加斜撑框架结构的空间受力进行有限元分析。以单个结构单元的分析结果说明, 增设了人字形支撑后异型柱框架结构, 其抗扭刚度、抗扭承载力、延性都有明显提高。通过对比地震作用下各项性能指标, 异型柱框架的抗震性能在添加了斜支撑后提高非常明显。最后建议:为提高结构的抗扭性能, 异型柱框架结构中应该添加部分斜支撑。
李胜祥[8]主要研究了人字形支撑对提高异形柱框架结构的受力性能和延性的作用。通过使用SAP2000 和Ansys软件, 做有限元空间受力分析。加入人字形支撑后, 进行有限元分析, 发现异形柱结构的抗扭承载力和刚度都有了大幅的提升, 尤其延性也增加了不少。通过增设人字形支撑, 可以大幅度的提高结构的抗扭转性能, 进而减少地震对结构的破坏。
3 X型框架结构的建筑物的影响
B.M.Broderick, A.Elghazouli和J.Goggins[9]分别用动力时程分析和静力分析对单层X型支撑框架进行了模拟分析并与试验得到的结果相比较。分析研究表明:采用双线性模型的构件能够对结构在地震反应中的状态进行准确的模拟。但是在对计算层间位移进行时程分析时, 输入准确的模型参数很关键。在对支撑受压进行分析时, 不能使用静力弹塑性方法分析。
A.R.Rahai, M.M.Alinia[10]对增加了X型支撑的混凝上框架结构进行了分析研究, 研究表明:对结构的抗侧刚度的增强, X型支撑起了至关重要的作用;通过得到的荷载-位移曲线能够得出在使用框架—支撑结构时, 结构能够在出现很大的位移时却不发生倒塌, 在非线性阶段一般框架结构的性能没有框架-支撑结构的性能强大。
4结语
钢筋混凝土支撑结构体系对于结构的影响不仅要考虑安全性能还要考虑经济性和适用性。目前国内外对钢筋混凝土斜支撑在罕遇地震下的抗震性能和经济性的数值研究还比较薄弱。为了能够为工程实际中结体系的应用研究提供参考, 今后应该对钢筋混凝土斜支撑框架结构体系抗震性能的理论分析进行更深一步的研究。
参考文献
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支撑框架结构 篇6
一、楼层综合抗震能力指数法
1. 楼层综合抗震能力指数计算公式
《建筑抗震加固技术规程》 (JGJ116—2009) 中规定, 对于钢筋混凝土房屋加固后的抗震承载力验算, 可采用楼层综合抗震能力指数的方法, 加固后平面结构楼层综合抗震能力指数β可按下列公式计算:
式中:β>1时满足抗震承载力要求;ψ1为体系影响系数, 可按《建筑抗震鉴定标准》 (GB50023—2009) (简称鉴定标准) 第6.2.12条并考虑加固后的变化确定;ψ1为局部影响系数, 可按鉴定标准第6.2.13条并考虑加固后的变化确定;ξy为楼层屈服强度系数;Vy为楼层现有受剪承载力, 采用填充抗震墙或带框钢支撑加固时按1.2节的规定计算;Ve为楼层的弹性地震剪力, 可按鉴定标准第6.2.14条计算。
2. 楼层现有受剪承载力的计算
(1) 现行国家标准中楼层受剪承载力的计算
关于楼层现有受剪承载力Vy的计算, 鉴定标准附录C有如下规定:
式中:ΣVcy为框架柱层间现有受剪承载力之和;ΣVwy为砖填充墙框架层间现有受剪承载力之和;ΣVwy为抗震墙层间现有受剪承载力之和。
从式 (3) 看出, 鉴定标准中没有考虑钢支撑的受剪承载力, 且此处的抗震墙与本文所指的填充抗震墙也不尽相同:前者承担竖向恒荷载、活荷载及水平地震作用, 而后者由于为后置墙体, 不承受竖向恒荷载, 主要承受水平地震作用。
(2) 本文提出的楼层受剪承载力Vy计算公式
采用填充抗震墙或带框钢支撑加固后的框架结构楼层受剪承载力Vy公式为:
式中ΣVb为带框钢支撑层间现有受剪承载力之和。
(3) 填充抗震墙的受剪承载力
鉴定标准中给出了抗震墙的层间受剪承载力Vwy的计算公式:
式中:为抗震墙的计算剪跨比, 其值可采用计算楼层至该抗震墙顶的1/2高度与抗震墙截面高度之比, 当小于1.5时取1.5, 当大于2.2时取2.2;Aw为抗震墙的截面面积;N为对应于重力荷载代表值的抗震墙轴向压力;Ash为配置在同一水平截面内的水平钢筋截面面积;fck为混凝土立方体抗压强度标准值;s为水平钢筋间距;fyvk为抗震墙钢筋抗拉强度标准值;0为截面有效高度。
由于本文所说加固用填充抗震墙为后置, 不承担原有房屋恒荷载, 故其重力荷载代表值N的计算与普通抗震墙不同。
(4) 带框钢支撑对楼层受剪承载力的贡献
鉴定标准中楼层受剪承载力的计算没有涉及到钢支撑的计算方法, 故首先需解决钢支撑对楼层受剪承载力的贡献。参考《建筑抗震设计规范》 (GB50011—2010) 附录K.2中关于交叉支撑的计算规定:长细比不大于200的 (长细比大于200的支撑不推荐采用) 斜杆截面可仅按抗拉验算, 但应考虑压杆的卸载影响, 其拉力Nt可按下式确定:
式中:Nt为第节间支撑斜杆抗拉验算时的轴向拉力设计值;为第节间斜杆的全长;ψc为压杆卸载系数, 压杆长细比为60, 100, 200时, 可分别采用0.7, 0.6, 0.5;sc为支撑所在柱间的净距;为第节间支撑承受的地震剪力设计值;为第节间斜杆轴心受压稳定系数。
从式 (6) 可以得出节间支撑承受的地震剪力设计值为:
式 (7) 中的最大值应为轴向承载力, 即, 其中为支撑的抗拉强度设计值, 为支撑截面面积。则支撑的受剪承载力’为:
二、试验模型计算分析
1. 楼层综合抗震能力指数
对模型实例采用本文提出的楼层综合抗震能力指数法进行了计算, 结果如表1。
注:模型一指加固前的纯框架模型;模型二为2层采用填充抗震墙加固的框架模型;模型三为2层采用带框钢支撑加固的框架模型。
从表1可以看出, 采用楼层综合抗震能力指数法计算得到:加固前的纯框架2层为薄弱层, 其综合抗震能力指数为0.92;采用填充抗震墙加固后, 2层受剪承载力增大了70%, 综合抗震能力指数提高到1.56;采用带框钢支撑加固后, 2层受剪承载力增大了60%, 综合抗震能力指数增大到1.47。可知, 采用增设填充抗震墙或带框钢支撑的方法加固, 均能提高框架该层的受剪承载力, 其中前者提高较多。
2. 楼层受剪承载力对比
不难看出, 3个模型的楼层受剪承载力中, 1层和3层由于受剪构件完全一致, 所以均相等, 而2层由于进行了加固, 受剪构件发生了变化, 所以3个模型的结果均不同。对2层的楼层受剪承载力进行比较, 如表2所示。
从表2可以看出, 本文方法计算结果与试验及数值分析的结果较吻合, 其中增设带框钢支撑加固的模型, 可能由于模型制作等原因导致误差稍大。
对于采用增设填充抗震墙或带框钢支撑的方法加固的框架结构, 其抗震验算采用楼层综合抗震能力指数法是可行的。需注意加固时不能将原有薄弱层加固得过强, 即其受剪承载力不能超过其相邻下一层的20%, 否则应同时加固其相邻下一层。
三、实用设计方法及实用节点示意
1. 实用设计方法
通过对模型的拟静力试验结果、有限元模拟计算及本文提出的综合抗震能力指数计算进行分析, 初步给出采用填充抗震墙或带钢框支撑加固多层框架结构的实用设计方法如下:
(1) 进行原框架结构的楼层综合抗震能力指数计算, 即进行结构抗震鉴定, 找出不满足鉴定标准的楼层。
(2) 在抗震承载力不满足要求的楼层增设填充抗震墙或带框钢支撑, 使该层的楼层综合抗震能力指数不小于1, 并注意加固后该层的受剪承载力不能大于相邻下一层的20%, 另外还要注意消除钢支撑对框架梁的不利影响。
(3) 根据计算结果进行构件布置, 画施工图。
2. 实用节点示意
采用填充抗震墙或带框钢支撑加固时, 都要注意新加构件与原框架的连接, 连接首先需要牢固, 其次不应造成应力集中, 特别是加支撑时需要增加与原框架的过渡连接, 而且因为该连接可能会处在框架发生塑性铰的区域, 故应增强其安全性和可靠性。
四、结语
本文提出的改进的楼层综合抗震能力指数法能解决实施增设填充抗震墙或带框钢支撑方法加固后的框架承载力的实用计算问题, 从而给采用填充抗震墙或带框钢支撑加固框架结构的工程应用提供了实用计算公式, 使这两种加固方法在工程中具有了实施的可行性。
支撑框架结构 篇7
一、粘弹性阻尼器力学模型
目前已提出了多种粘弹性阻尼器的力学模型, 而每个模型有各自不同的适用条件。本文采用基于等效刚度和等效阻尼的Kelvin模型[4]来模拟粘弹性阻尼器, 该模型体现了粘弹性装置的瞬态弹性响应, 能很好地反映其蠕变和松弛现象, 概念清晰、简单适用。如图1所示, 该模型由一个线性弹簧单元和线性阻尼单元并联而成, 其恢复力 可以表示为:
undefined
式中, undefined、u分别为阻尼器的相对位移和相对速度;ce和ke分别为粘弹性阻尼器的等效阻尼系数和等效刚度系数;可按下式计算:
undefined
其中, G1、G2分别剪切储能模量和剪切损耗模量;Av、hv分别为粘弹性材料的剪切层面积和厚度;nv为粘弹性层层数;ω为主体结构第一阶阵型的圆频率;η为损耗因子, 用来衡量粘弹性材料的耗能能力。
二、粘弹性阻尼器减震结构的动力方程和耗能原理
在地震作用下, 粘弹性阻尼器减震结构体系的运动方程可以写成:
undefinedüg (t) (2)
式中, M、C和K分别为主体结构的质量、阻尼和刚度矩阵;L为单位列向量;ü (t) 、undefined (t) 和u (t) 分别为主体结构的加速度、速度和位移向量;üg (t) 为地面加速度向量;Ce、Ke 分别为粘弹性阻尼器的附加阻尼和刚度矩阵。
粘弹性阻尼器减震结构中, 粘弹性阻尼器耗能装置为结构提供较大的耗能机制。地震作用下, 粘弹性阻尼器在主体结构进入非弹性状态前率先进入耗能工作状态, 大量消耗输入结构的震动能量, 有效地衰减结构的地震响应。对比传统抗震结构, 阻尼器减震结构在地震中的能量方程[5]为:
Ein=Ee+Ec+Ek+Eh+Ed (3)
式中, Ein为地震输入结构的能量;Ek为结构的动能;Ec为结构本身的阻尼耗能;Ee、Eh分别为结构的弹性应变能和滞回耗能;Ed为粘弹性阻尼器耗能装置提供的额外阻尼器耗能。
三、粘弹性阻尼器工程应用
(一) 工程概况。
苏州某厂房减震改造项目分为东、西两个独立的抗震单元, 考虑为钢支撑混凝土框架体系, 共3层, 总高度7.7m+6.8m+7.8m=22.1m。结构所在地区抗震设防烈度为6度 (第一组) , 建筑场地类别为II类, 结构整体阻尼比为0.05。由于原结构使用功能转变 (由厂房改为大型超市) , 按业主要求, 设置粘弹性阻尼器后, 结构应能抵抗7度多遇地震。本文仅研究分析东主房的粘弹性阻尼器减震改造设计, 东主房模型结构及阻尼器耗能减震支撑布置如图2所示。
(二) 粘弹性阻尼器参数与地震波选用。
工程所采用的粘弹性阻尼器的剪切储能模量和剪切损耗模量分别为G1=3×106N/m2和G2=2.04×106N/m2, 粘弹性层剪切面积和厚度分别为Av=0.052m2和hv=0.014m, 粘弹性层层数nv=2, 行程±40mm, 可提供最大100kN阻尼力。在SAP2000有限元分析中, 采用线性弹簧单元和粘滞阻尼单元的并联复合单元来实现粘弹性阻尼器的Kelvin模型的模拟, 其中线性弹簧单元的刚度为阻尼器的等效刚度系数ke , 粘滞阻尼单元的阻尼取为阻尼器的等效阻尼系数ce。阻尼器在底层钢支撑和二、三层柱间安装示意图详见图3 (a) 、图3 (b) 所示。
本文采用有限元软件SAP2000对结构进行线性时程分析, 地震波激励依照规范选取两条天然地震波 (EL Centro波和Taft波) 和一条人工合成波, 地震峰值加速度按照抗震规范[6]7度多遇地震取为35gal。
(三) 粘弹性阻尼器对结构的减震效果。
通过有限元模拟, 对比分析结构在未设置阻尼器、设置阻尼器工况下层间位移角、能量分配、位移时程响应和加速度时程响应等关系。由于篇幅有限, 且结构在EL Centro波作用下响应较大, 本文仅列出EL Centro波作用下的计算结果。图4为结构的层间位移角对比图。从图4可以看出, 未设置阻尼器时, 主体结构一、二、三层的层间位移角分别为1/959、1/880、1/498, 顶层不满足抗震规范[6]小于1/550的要求;设置阻尼器后, 各层层间位移角接近于1/1350, 均满足层间位移角限值。图5为地震作用下粘弹性阻尼器减震结构的地震能量分配关系图[7]。从图5可知, 粘弹性阻尼器耗能承担约地震输入结构能量的63%, 结构本身弹性应变能占地震输入能量的35%左右。粘弹性阻尼器能有效耗散地震输入结构的能量, 使结构处于弹性状态。
图6为35gal EL Centro波作用下模型结构减震前后顶层位移时程响应对比图。从图6可知, 35gal EL Centro波作用下, 未设置阻尼器时, 原结构的顶层位移峰值为0.0272m;设
摘要：针对钢支撑混凝土框架结构的特点, 提出采用粘弹性阻尼器作为支撑进行耗能减震改造设计, 借助有限元模拟分析, 对比分析加入粘弹性阻尼器前后结构的地震响应。分析结果表明:粘弹性阻尼器可有效地减少结构的地震响应, 为粘弹性阻尼器的工程推广应用提供了设计与分析参考。
关键词：粘弹性,阻尼器,耗能,减震设计
参考文献
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[3].徐赵东. (铅) 粘弹性阻尼结构的试验与研究[D].西安, 西安建筑科技大学, 2001, 6～10
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[6].建筑抗震设计规范 (GB50011-2001) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2001
支撑框架结构 篇8
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.