钢框架-支撑结构

钢框架-支撑结构（精选9篇）

钢框架-支撑结构 篇1

偏心支撑钢框架结构是在中心支撑钢框架结构的基础上改进而成的。偏心支撑钢框架既有中心支撑钢框架的特点———强度高、刚度大, 又有纯钢框架的优点———能量耗散能力强。对于多高层钢结构建筑, 它是一种比较理想的抗侧力体系, 因此国内外都有大量的使用。

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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[5]李新华, 舒赣平, 偏心支撑钢框架设计探讨[J].工业建筑, 2001, 31 (8) :8-10.

[6]崔鸿超.日本兵库县南部地区震害综述[J].建筑结构学报, 1996, Vol.17, No.1, 2-13.

[7]Dune K.Miller.Lessons learned fromthe Northridge earthquake[J].Engineering structures, 1998, 20 (4-6) :249-260.

[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.

[9]申林, 蔡益燕, 郁银泉.偏心支撑钢框架设计[J].建筑结构, 2002, (2) :13~16.

钢框架-支撑结构 篇2

耗能段腹板高厚比对Y型偏心支撑钢框架滞回性能影响的试验研究

Y型偏心支撑钢框架是偏心支撑结构中抗震耗能的结构形式之一,为了研究Y型偏心支撑钢框架中耗能梁段腹板高厚比对结构滞回性能的影响,进行了2榀1/3缩尺Y型偏心支撑钢框架的低周反复荷载试验.本文主要介绍了试验过程,分析了Y型偏心支撑钢框架在循环荷载作用下的.破坏机理、滞回性能、延性、刚度退化规律以及耗能能力.试验结果表明:Y型偏心支撑钢框架延性好、耗能能力强,耗能梁段腹板高厚比的改变对Y型偏心支撑钢框架强度、刚度以及耗能能力具有较大的影响.耗能梁段腹板高厚比设计得合理,Y型偏心支撑钢框架侧向刚度较大,可以满足在小震或中震作用下的结构变形要求,在大震作用下提供良好的变形能力和耗散地震能量的功能.

作 者：于安林 赵宝成 李仁达 沈淼 YU Anlin ZHAO Baocheng LI Renda SHEN Miao  作者单位：江苏省结构工程重点实验室(苏州科技学院),江苏,苏州,215011 刊 名：地震工程与工程振动  ISTIC PKU英文刊名：JOURNAL OF EARTHQUAKE ENGINEERING AND ENGINEERING VIBRATION 年，卷(期)：2009 29(6) 分类号：P315.95 TU398 关键词：Y型偏心支撑   钢框架   循环荷载试验   耗能梁段   滞回性能   Y-eccentrically braced   steel frames   low reversed cyclic test   link beam   hysteretic behavior  

钢框架-支撑结构 篇3

【摘 要】众所周知，处于地震之中的建筑结构会因受到剪切和扭转力的作用而产生结构破坏，结构中部分构件因受力强度不够会出现损伤现象，从而影响建筑主体结构的受力性能。针对这一命题，本文就强震作用下建筑构件损伤对建筑框架结构受力性能的影响进行论述，以有限元软件ABAQUS为研究对象，在文中建立起一个杆系模型和一个三维精细钢框架模型，并比较两者对钢框架结构受力性能的不同影响，得出相关结论供同行参考。

【关键词】强震；构件；钢框架结构；有限元；受力性能；影响

近年来，我国部分地区频繁发生地震，给人们的生命和财产造成了严重损害。据相关研究得知，尽管地震是造成震区人员伤亡的主要原因，但却并不是直接原因。事实上，由地震所造成的建筑物倒塌，对人员进行掩埋，才是造成人员伤亡的直接原因。为此，我们强调要做好建筑施工管理，确保建筑施工质量以及建筑结构的整体稳定性。

1.钢框架结构及其抗震性能研究

钢框架结构是建筑结构形式中最为常见的一种，主要构成材料是钢材，因具有着强度高、刚度大、自重轻、承载力强等优点，目前被广泛应用于超高层建筑和大跨度建筑物中。作为现代建筑结构中的一种主要结构形式，钢框架结构的抗震性能一致被业界所关注。从理论上来说，钢框架结构抗震性能的最佳研究方法是振动台试验以及动力过程分析，然而因为受到研究技术和试验条件的限制，这两种研究方法暂不能得到有效实施，所以现阶段国内外普遍采用的钢框架结构抗震性能研究方法为：结构构件基本力学行为研究。简单来说，就是针对钢框架结构部分构件的力学行为进行研究，分析构件在强震作用下发生损伤后能否对钢框架主体结构的产生影响，以此判定并反映出钢框架结构在强震作用下的响应。

为了研究强震作用下构件损伤对钢框架结构抗震性能的影响，本文在构件基本力学行为研究原理的基础上，选用有限元软件ABAQUS为技术手段，在其基础上建立两种模型，并通过实验来综合考虑钢框架结构构件损伤对结构整体抗震性能的影响。

2.实验操作和实验分析

2.1模型建立

首先，建立一个楼层数为4层的钢框架结构模型，要求楼层高3米，跨度为6米；然后通过有限元软件ABAQUS来分别建立一个杆系模型和三维精细壳单元有限元模型，要求杆系模型的实际尺寸大小和三维精细壳单元有限元模型的轴线大小相同，模型各节点部位的强度要相对较大，目的是为了防止节点部位变形而对结构的抗震性能产生影响；另外，要在节点部位增加一个侧向约束力，防止节点发生局部扭曲。

加载方式：首先，对结构施加竖向重力荷载以及根据荷载规范施加恒荷载和活荷载的荷载组合；其次，根据不同的加载模式进行水平加载，分别采用拟静力加载和拟动力加载。

2.2实验分析

2.2.1拟静力加载对比分析

模型建立之后，绘制出三维精细壳单元模型和杆系模型的单调加载曲线的对比结果图，并由图得出：两模型的初始刚度基本一致。杆系模型计算得到的承载力稍大，这主要是由于杆系模型中的钢框架柱计算长度比精细模型稍长，会造成一定的差异，但是整体差别在3%以下。在单调荷载作用下，由于没有塑性应变循环累积作用，结构受力性能并未发生明显退化，表明两者的计算结果在工程允许的范围内是一致的，单调荷载作用下杆系模型的计算结果是可靠的。

2.2.2滞回性能对比分析

静力循环加载是在框架的顶端施加往复水平位移，采用四种加载制度，分别为：由小到大逐级加载（加载制度Ⅰ），由大到小递减加载（加载制度Ⅱ），以及先小后大再小加载（加载制度Ⅲ）和先大后小再大加载（加载制度Ⅳ）。四种加载方式分别模拟不同地震作用，考察不同加载制度下结构损伤的不同表现形式，同时比较三维精细壳单元模型与杆系模型计算结果的差别。

在上述所列出的四种加载制度下，三维精细壳单元模型由于能够模拟局部屈曲和塑性应变累积作用，承载力以及刚度均出现明显退化，并且不同加载制度的滞回曲线也有差别。而杆系模型所有的加载制度下的滞回曲线完全一致，并没有受到加载程度和累积作用的影响，无法反映构件损伤的不可逆现象，以及由于损伤产生的内力重分布。因此，采用杆系模型进行分析会高估结构的受力性能，不能反映结构真实的地震响应。

结构构件的损伤会削减结构整体的刚度和承载力，进而降低结构的整体抗震能力，对结构的整体受力性能产生直接的影响。若考虑损伤对承载力及刚度的折减将会使计算结果更为接近实际情况，能够更为准确地预测结构的地震响应。

2.3耗能能力对比分析

在实验中根据两种模型的实际耗能情况，绘制出不同加载力下模型结构的耗能力。从所绘制的结构耗能力图示来看，杆系模型结构的在实验中往往不能全面考虑到结构的承载力和刚度，如果应用于实际建设，会高估结构在强震作用下耗能能力。而对于三维单元有限元模型来说，该结构的在不同加载力下的耗能能力差别并不大。

2.4结构变形分析

对其结构的动力弹塑性时程和结构变形情况进行分析，根据实验中所绘制的结构破坏形态的图纸来看，三维精细单元有限元模型在强震作用时，在结构的柱脚和梁端容易发生局部变形弯曲，需要注意的是，这种局部弯曲现象在杆系模型模拟实验中不会出现，但在实际地震时却是真实存在的。实验分析，杆系模型和三维精细单元模型在强震实验中，当模型的塑性应变积累到一定程度，导致损伤出现时，两种模型结构的变形程度不同，呈现出明显的差异。从变形程度来看，三维精细单元模型发生的位移远远高于杆系模型，这便说明杆系模型在强震作用下不会过高估计建筑结构的抗震能力，比三维单元模型更适建于强震区域。

从模型的层间位移角和层位移可以看出，杆系模型分析得到的位移会低于精细模型的分析结果，在薄弱层有明显的差异，差异最大达到30%。对于不同的地震波，在相同的峰值加速度作用下，对结构作用程度也不相同，这与变形累积作用形式相关。地震作用导致结构发生更为明显的不对称变形，在结构变形较大的一侧不断累积，层间位移角以及层位移逐步增大。

对于同一条地震波，峰值加速度不同，损伤对结构的影响程度也不相同。地震作用越大，结构塑性应变累积随之增加，局部屈曲越严重，进而结构变形也越大。

2.5塑性耗能发展程度对比分析

塑性耗能（Ep）表示结构材料进入塑性而产生的塑性应变能的程度，随着地震波的不断输入而不断增加，为单调递增函数，表征结构在地震作用下塑性发展状况以及能量耗散情况。 （下转第111页）

（上接第108页）3.结束语

（1）采用三维精细壳单元建立的钢框架构件和框架非线性有限元计算模型在宏观破坏形态和局部屈曲等方面与典型试验结果均吻合良好，验证了模型中采用的单元类型和材料本构模型的合理性。说明三维精细壳单元模型能在一定程度上真实地反映结构在强震作用下的响应。

（2）结构未发生损伤时，杆系模型和三维精细壳单元模型分析结果吻合良好；但由于结构塑性应变累积和局部屈曲导致损伤发生，两种模型分析结果出现明显的差异。由于损伤累积，导致精细模型分析得到的结构位移高于杆系模型的分析结果（最大差异达到30%），杆系模型会低估结构的变形以及塑性发展能力。 [科]

【参考文献】

[1]赵岩，林家浩，唐光武.复杂结构局部非线性地震反应精细时程分析[J].大连理工大学学报，2004（02）.

[2]吴芸，张其林，王旭峰.钢框架抗震性能试验研究和数值分析[J].西安建筑科技大学学报（自然科学版），2006（04）.

钢框架-支撑结构 篇4

钢结构装置框架常采用的结构体系有纯框架结构体系和框架-支撑结构体系两种结构体系类型。由于钢结构纯框架结构体系自身存在侧向水平抗力不足等问题, 往往需要在设计中加入钢支撑, 形成钢框架-支撑结构体系, 以增强其抵抗侧向水平力的能力。在石化建设中, 钢框架-支撑结构体系是一种较为经济合理的结构体系, 在这种结构体系中, 钢支撑的设置能够显著地提高结构整体抗侧移刚度, 减小结构的侧向位移。中华人民共和国现行行业标准 《石油化工构筑物抗震设计规范》SH/T3147-2014 (以下简称《石化构抗规》) 中第9.1.3 条规定“钢结构构筑物, 应优先采用框架-支撑结构”体系。支撑是钢框架-支撑结构体系中重要的受力构件, 支撑设计是否恰当合理将直接影响到结构承载力的安全性、可靠性和经济性, 因此, 做好支撑截面的抗震验算至关重要。

1 Ⅹ形中心支撑的抗震验算

1.1 支撑斜压杆截面的抗震验算

根据Ⅹ形中心支撑的计算简图 (见图1) , 利用三角函数公式, 推导斜压杆的轴力设计值Ny和支撑所承受的剪力设计值Vi之间的关系式, 如下:

在竖向荷载 (重力) 和水平荷载 (地震) 作用下, 支撑斜杆除承受水平荷载引起的剪力外, 由于结构的变形协调关系, 还承受楼层水平位移和竖向荷载共同作用下产生的附加剪力V△i (见图2) 。因此, 支撑承受的剪力设计值Vi用公式可表示为:

框架柱在竖向荷载 (重力) 荷载的作用下而产生轴向压缩变形, 由于节点变形协调关系, 在支撑斜压杆中会引起附加压应力 (见图3) , 应在支撑斜杆计算中予以计入。按照现行国家标准 《构筑物抗震设计规范》GB50191-2012 (以下简称《构抗规》) 中第7.6.8 条, 附加压应力 δΔ的计算公式如下:

bi、hi-分别为验算层支撑所在开间的框架梁的跨度和楼层的高度;

Ad-支撑斜杆的截面面积;

Ab-验算层支撑所在开间的框架梁的截面面积;

Ac-验算层支撑所在开间的框架柱的截面面积;左柱、右柱截面不相等时, 可取用平均值。

根据现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017-2003 (以下简称《钢规》) 中第5.1.2条实腹式轴心受压构件的计算要求, 并按照结构抗震设计原则, 引入承载力抗震调整系数γRE, 则支撑斜杆的受压承载力应满足:

对于中心支撑系统, 考虑到钢支撑杆在遭受强烈地震的循环荷载作用下可能发生屈曲而降低承载力[2], 需要对材料强度进行折减后 (即对钢材强度乘以折减系数Ψ) 再进行抗震承载力验算。综合上述公式 (1) 、 (2) 及 (5) , 整理出支撑斜杆的受压承载力抗震验算公式 (6) , 如下所示:

式中, Ψ-支撑受循环荷载作用时的强度降低系数;

λ、λn-支撑斜杆的长细比和正侧化长细比;

fay-钢材屈服强度值;

E-支撑斜杆钢材的弹性模量。

1.2支撑斜拉杆截面的抗震验算

根据X形中心支撑的计算简图 (见图4) , 利用三角函数公式, 推导斜拉杆的轴力设计值NL和支撑所承受的剪力设计值Vi之间的关系式, 如下:

震害和试验研究表明[3], X形中心支撑杆件的最大长细比小于200时, 斜拉杆和斜压杆在支撑体系中是共同协调工作的。因此, 当钢框架-支撑结构体系的支撑斜杆采用拉杆设计时, 确定拉杆轴力时应计入斜压杆在反复循环荷载下强度降低引起的卸荷效应。此时, 轴力设计值NωL宜按下式进行计算:

式中, NωL-斜拉杆在考虑卸荷效应时的轴力设计值

ω-斜拉杆和斜压杆共同协调工作并考虑在反复循环荷载作用下, 强度降低引起卸荷效应系数;

VEi-支撑承受的地震剪力设计值;

V△i-楼层水平位移及垂直荷载产生的附加剪力设计值。

根据《构抗规》中的第7.6.3-2条, 斜拉杆和斜压杆共同协调工作并考虑在反复循环荷载作用下强度降低引起卸荷效应系数的计算公式如下:

式中, φc-长细比小于200时的压杆卸载系数, 在钢框架-支撑结构体系中取0.30;

φi-斜杆轴心受压稳定系数。

根据《钢规》中的第5.1.1条轴心受拉构件的计算要求, 并按照结构抗震设计原则, 引入承载力抗震调整系数γRE, 整理出支撑斜拉杆的承载力抗震验算公式 (13) , 如下:

2 工程实例

某公司20 万吨/年碳四深加工建设工程中冷冻框架为钢结构框架-支撑结构体系。轴线尺寸为18.0 m×18.0 m, 纵横向柱距均为6.0 m;共三层, 一层 (底层) 及二层设备平台的层高均为6.0 m, 三层 (顶层) 为防雨棚, 层高3.6 m。在框架柱中间跨跨间设置X型中心支撑。底层支撑所在开间框架柱采用型钢HW500×500, 截面面积为30 450 mm2;框架梁采用型钢HM350×250, 截面面积为9 953 mm2。底层支撑所在开间框架柱的轴向压力设计值为630.0 k N, 底层的层间位移12.49 mm;二层的重力荷载193.8 k N, 三层的重力荷载为59.30 k N;二层地震剪力设计值为218.30 k N, 三层的地震剪力设计值64.40 k N。

3 支撑斜压杆选用与验算

底层支撑斜压杆选用型钢HW250×250, 支撑斜杆的截面面积为Ad=8 131 mm2, 弱轴与支撑斜杆所在平面垂直。

计算支撑承受的地震剪力设计值:

计算楼层以上的全部重力:

楼层水平位移和垂直荷载产生的附加剪力:

利用公式 (7) 计算考虑附加剪力后的斜压杆轴向力设计值:

利用公式 (4) 计算支撑斜杆中的附加压应力:

支撑所在开间柱的轴向压应力

利用公式 (8) 支撑受循环荷载作用时的强度降低系数:

利用公式 (6) 对支撑斜杆的受压承载力进行验算:查现行国家标准《钢规》中的附录C, φ=0.340。

4 结束语

(1) 在竖向荷载 (重力) 和水平荷载 (地震) 作用下, Ⅹ型中心支撑主要承受水平荷载引起的剪力, 但由于结构的变形协调关系, 还承受楼层水平位移和竖向荷载 (重力) 共同作用下产生的附加楼层剪力。故计算支撑斜杆的内力时, 还应计入楼层附加剪力的影响。

(2) 框架柱在竖向荷载 (重力) 作用下的弹性压缩变形会在Ⅹ形中心支撑的斜杆中引起附加压应力。故在计算支撑斜压杆的截面时, 应计入附加压应力的影响。

(3) Ⅹ形中心支撑的轴线应交汇于梁柱轴线的交点, 在构造上确有困难时, 偏离中心不应超过支撑杆件的宽度, 并应计入由此产生的附加弯矩。

参考文献

[1]《钢结构设计手册》编辑委员会.钢结构设计手册 (上、下册) (第三版) [M].北京:中国建筑工业出版社, 2004.

[2]魏明钟.钢结构 (第二版) [M].武汉:武汉理工大学出版社, 2002.

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[7]中华人民共和国国家标准《钢结构设计规范》 (GB50017-2003) [S].北京:中国计划出版社, 2003.

钢框架-支撑结构 篇5

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。

钢框架-支撑结构 篇6

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

[1].Zhang R H, Soong T T.Seismic design of viscoelastic dampers for structural applications[J].Journal of Structure Engineering, ASCE, 1992, 118 (5) :1375～1392

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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

[4].周光泉, 刘孝敏.粘弹性理论[M].合肥:中国科学技术大学出版社, 1996

[5].周云, 周福霖.耗能减震体系的能量设计方法[J].世界地震工程.1997, 13 (4) :7～12

[6].建筑抗震设计规范 (GB50011-2001) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2001

钢框架-支撑结构 篇7

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.

钢框架-支撑结构 篇8

2004年2月, 哈尔滨工业大学土木工程学院与中国地震局工程力学研究所合作进行了三层大尺寸钢框架-中心支撑结构振动台试验[1,2]。

1 模型概况

框架层高为2m, 总高6.05 m, 平面尺寸为2.04×2.40m。框架柱采用HW100×100H型钢, 框架主梁采用HM150×100H型钢, 次梁采用HW100×50H型钢, 侧向人字形钢支撑为方钢管40×1.2, 其它钢支撑为L50×2角钢, 材料均为Q235。梁柱连接节点为梁的上下翼缘坡口对焊, 腹板依靠螺栓连接抗剪, 框架-中心支撑结构柱脚通过基础梁与振动台相接。模型总重7.8吨, 其中框架自重1.8吨, 配重6吨, 每层2吨。

2 ABAQUS分析软件及分析模型

2.1 ABAQUS分析软件简介

ABAQUS由美国HKS公司开发, 以其优异的非线性计算能力以及强大的二次开发功能而著称, 并且具有丰富的单元库和材料模型。它具有强大的工程计算仿真模拟能力, 其解决问题的范围从相对简单的线性分析到许多复杂的非线性问题。

2.2 材料本构关系模型

钢材采用ABAQUS软件中提供等向弹塑性模型, 满足Von Mises屈服准则, 这种模型多用于模拟金属材料的弹塑性性能。用连接给定数据点的一系列直线来平滑地逼近金属材料的应力-应变关系。该模型采用任意多个点来逼近实际的材料行为, 因此, 就非常接近真实的材料行为。塑性数据将材料的真实屈服应力定义为真实塑性应变的函数;分析中采用大变形理论及双线性随动强化弹塑性模型以及考虑钢支撑几何、材料非线性, 材料双线性随动强化弹塑性模型中E1=2.06×105MPa, E2=0.01E1, fy=235MPa, 泊松比γ=0.3, 结构阻尼比取实验测得值0.021;同时考虑材料的损伤和失效。在ABAQUS/Explicit中建立的模型。

2.3 单元类型的选择

模型中的钢梁、钢柱的剪切变形的影响非常重要但必须考虑;同时避免结构刚度过大, 远超高实际结构。因此采用三维二阶梁单元B32是比较合适的。

3 频率提取

根据中国抗震规范[3]规定:振型个数一般可以取振型参与质量得到总质量90%所需的振型。提取前3阶频率见表1。

计算得到的前3阶振型特征分别为沿X轴方向平移、沿Y轴方向平移、沿Z轴方向扭转。

4 输入地震波以及计算结果与试验结果对比

在ABAQUS模型中沿X轴方向输入峰值为100gal~500gal的EL CENTRO波和迁安波进行弹性、弹塑性时程分析, 并与试验结果进行对比, 得到以下比较结果:

4.1 顶层绝对加速度峰值的比较

表2、3为模型顶层绝对加速度峰值的比较, 可以看出, 除了在地震波峰值为500gal时误差比较大以外, 其余的误差都可以接受。

4.2 底层层间位移的比较

表4、5为模型底层层间侧移的比较, 可以看出, 误差都可以接受。

5 结论

本文通过有限元分析程序ABAQUS对足尺钢框架-支撑结构弹性、弹塑性时程分析。程序计算得到结构在中震下的最大响应 (包括楼层相对位移, 楼层绝对加速度, 楼层剪力与楼层倾覆弯矩数据) 与试验实测结果基本吻合。通过分析, 表明该模型能准确反映钢结构的弹塑性行为, 能准确评估结构抗震性能, 了解结构破坏机制。研究结果表明, 有限元分析程序ABAQUS整体结构弹塑性分析方法可以通过比较少的代价, 很好地反映结构弹塑性行为, 节约计算时间, 高效的完成整体结构抗震性能分析。

摘要：本文通过有限元分析程序ABAQUS对一足尺三层钢框架-支撑结构进行动力弹塑性分析。将模拟分析结果与振动台试验结果进行对比, 结果显示该数值模拟方法能很好地反映结构的弹塑性行为及破坏机制, 准确预测结构的地震响应。利用ABAQUS/Explicit有限元程序以及梁元 (B32) 方法进行钢框架-中心支撑结构弹塑性时程分析是可行的;同时, 论证ABAQUS中参数是合理的。

关键词：弹塑性时程,钢框架,支撑,足尺试件振动台试验

参考文献

[1]李姝颖.菱形开洞软钢阻尼器的性能分析与应用研究[D].哈尔滨:哈尔滨工业大学, 2005:1-74.

[2]中华人民共和国国家标准.钢结构设计规范GB50017-2003[S].北京:中国计划出版社, 2003:1-313

钢框架-支撑结构 篇9

1.1 工程场地概况

项目位于四川省广元市剑阁县,属于河东街棚户区改造,根据用地规划,建筑用地近似为一个上底为4.86m,下底长为11.30m,高为42.440m的一个梯形,建筑用地面积为342.59m2。

1.2 工程建筑概况

由于建筑用地的不规则性,框架左侧会采用大量的悬挑梁,建筑平面布置不规则,结构楼层平面刚度分布不对称和结构的刚心与质心位置的偏移,在水平作用下结构承受较大的扭矩。建筑竖向布置沿高度并未发生过大变化。

2 主体结构设计

针对同一建筑,采用PKPM结构设计软件分别建立钢筋混凝土框架结构模型和带支撑-钢框架结构体系模型。

2.1 结构设计基本参数

该建筑设计使用年限为50年,结构安全等级为二级,基础设计等级为丙级。本工程抗震设防烈度为7度,基本地震加速度值为0.05g,框架抗震等级为三级,场地土类别为Ⅱ类。

2.2 RC框架材料信息

RC结构框架度混凝土强度等级为C40,框架梁和楼板为C30混凝土。柱、梁纵筋均采用三级钢(即HRB400),箍筋采用φ8的钢筋(HPB300);楼板中的支座负筋和板底分布筋均采用HPB335级钢筋。

2.3 钢结构构件布置

支撑-钢框架结构构件布置:

钢框架结构中所用柱、梁、支撑(支撑截面尺寸:腹板高度为200mm;厚度为9mm,翼缘宽度200mm,厚度为12mm)采用工字钢,-材等级为Q235;楼板厚度为100mm,采用压型钢板-混凝土浇筑,混凝土强度为C30。

3 结构计算分析

3.1 结构计算参数

该建筑设计使用年限为50年,结构安全等级为二级,基础设计等级为丙级。本工程抗震设防烈度为7度,基本地震加速度值为0.15g,框架抗震等级为三级,场地土类别为Ⅱ类。

结构设计荷载根据《建筑结构荷载设计规范》[1]GB50009-2012进行布置:楼面活在取值为2.0k N/m2,楼梯活荷载取3.5k N/m2,阳台和餐厅活载2.5k N/m2;屋面不上人,活载取值0.5k N/m2。地面粗糙度为C类,基本风压为0.3MPa。

3.2 结果的计算模型

结构整体计算分析采用SATWE(2010版)软件,分别建立RC框架和支撑-钢框架计算模型。

3.3 结构振型

模态分析中,取12个计算阵型,结果发现:钢筋混凝土框架的第一振型和第二振型主要是平动,第三振型主要是扭转,但是结构第二、三振型均为平动扭转混合振型,在地震作用下可能会发生平扭耦合现象,不利于结构抗震。钢框架第一、二振型均为平动,第三振型为扭转,各振型质量参与系数均大于0.9,尽量避免结构在水平荷载作用下产生附加扭矩。支撑-钢框架能通过在结构中合理布置支撑来调节质心和刚心位置,减小二者的偏移距离,减小结构在水平荷载作用下产生的附加扭矩,有效控制了结构自身的扭转因素。同时,钢框架前三阶自振周期比RC框架分别减小52%、67%和77%,这主要是因为钢框架中加入支撑对结构侧移刚度提高效果明显,使得钢框架具有比RC框架更大的侧移刚度,在地震荷载作用下,能够更好地限制结构位移。

3.4 剪力系数

根据《建筑抗震设计规范》[2]GB50011-2010(下简称《抗规》)第5.2.5条规定,设计基本地震加速度为0.15g的七度区的最小剪力系数λ为2.4%。计算发现两种结构形式的最小剪力系数λ为2.96满足

3.5 平均位移和最大层间位移

在多遇地震作用下,RC框架X方向最大层间位移角发生于第三层,为1/685,Y方向最大层间位移角发生于第二层,为1/748钢框架X方向最大层间位移角发生于第二层,为1/680,Y方向发生于第三层,为1/1040。层间位移角根据《抗规》第5.5.1条规定:多遇地震作用下,RC框架的层间位移角限值为1/550,多、高层钢框架层间位移角限值为1/250。支撑-钢框架体系结构抗侧刚度更大,结构平均位移值较小,结构层间位移角也较小,在多遇地震下,其能够更好地限制结构位移,实现“小震不坏”的抗震要求。

3.6 平面规则性分析

在考虑偶然偏性影响的规定水平地震荷载作用下,两类结构竖向构件最大弹性层间位移和平均层间位移之比最大值出现在RC框架Y方向,该值为1.33,大于规范限值(限值为1.3),应按照《高层建筑混凝土结构技术规程》[3]JGJ3-2010(以下简称《高规》)第3.4.5条进行调整。两类结构比较,钢框架平面规则性好于RC框架。

3.7 竖向规则性分析

钢框架结构各层X向刚度与上一层X向侧移刚度70%的比值或上三层平均侧移刚度80%的比值中之较小者的范围为1.000~1.60,Y向为1.000~1.67。RC框架结构该值X向范围为0.96~2.31,Y向范围为1.03~2.37,根据《高规》第4.5.2条规定,结构2层为薄弱层。分析数据说明,钢框架结构竖向布置更加规则,避免了结构薄弱层的出现,在地震荷载作用下更不易出现局部楼层的严重破坏。

3.8 抗剪承载力验算

钢框架结构各楼层上一层抗与其抗剪承载力之比X范围0.81~1.34,Y向范围0.95~1.16。RC框架该比值X向范围0.88~1.30,Y向范围1.08~1.30。两类结构均满足《高规》第5.1.14条规定。

3.9 整体稳定性分析

两种结构最小刚重比均出现在结构第二层,值分别为:RC框架X向为19.50,Y向为19.34,钢框架X向为17.66,Y向为76.24,均满足《高规》第5.4.4条规定,两类结构的结构稳定性相当。之所以带支撑-钢框架结构Y方向刚重比X方向刚重比大很多,是因为结构中支撑大多横向布置,大大提高了结构Y方向的刚度。

4 结论

通过多遇地震作用下,两种结构的响应分析,可以得到以下结论:支撑-钢框架结构避免了RC框架中的混合振型,更有利于抗震;和RC框架相比,支撑-钢框架结构抗侧刚度更大,在多遇地震荷载作用下,能够更好地控制构件侧向位移,保证结构的安全性;支撑-钢框架体系的整体稳定性和RC框架体系相当。

摘要：采用结构设计软件SATWE 2010计算某建筑采用RC框架体系和支撑-钢框架结构的抗震性能,对两种结构体系在多遇地震下的参数进行比较分析。结果表明:支撑-钢框架体系侧移刚度要大过RC框架体系,位移限值较小;合理布置支撑的钢框架体系能有效抑制结构的扭转效应;支撑-钢框架体系的整体稳定性和RC框架体系相当。

关键词：RC框架,支撑-钢框架,抗震性能

参考文献

[1]GB50009-2012,建筑结构荷载设计规范[S].

[2]JGJ3-2010,高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[3]GB 50011-2010,建筑抗震规范[S].

[4]GB 50017-2003,钢结构设计规范[S].