抗震支撑

抗震支撑（精选七篇）

抗震支撑 篇1

随着社会经济的迅猛发展, 电力系统已成为社会生活的重要内容, 发挥着重要作用, 为国民经济发展做出了重大贡献。然而, 电力系统很容易受到地震等灾害严重破坏, 使社会生活陷入瘫痪状态, 给中国社会经济带来巨大损失。因此, 电力设施的抗震性能对于电力系统的稳定运行具有重要作用。GIS高压电气是电力系统中的关键设备, 但也是抗震性能中较为薄弱的环节。因此, 通过GIS高压电气设备抗震性能分析计算, 优化改进GIS设备支撑设计, 对于电力系统的安全运行具有重要实际意义[1]。

1 GIS高压电气设备优势

变电站主要是变换并调换电压, 并控制电力流向的枢纽, 在电力系统中发挥着重要作用, 也是必不可少的一部分, 为实现电力输送和能源传递做出了重要贡献。而GIS高压电气设备则集中在绝缘气体容器内, 是一种气体绝缘全封闭式组合电气设备。通常情况下, GIS高压电气设备主要由断路器、电流互感器、避雷针等组合而成, 其所有元件均密封于接地金属筒中。因此, GIS高压电气设备具有多种优势, 具体分析如下。

1.1 小型化结构占地面积比较少

通常情况下, 断路器、隔离开关和接地开关及母线封闭在壳体内, 通过SF6气体绝缘, 缩短了绝缘距离, 从而有效减小了GIS高压电气设备的体积, 使电力设备占地面积得到有效减少。

1.2 免受不良环境影响适宜较广范围

由于GIS高压电气设备中的导电部分被封闭在金属筒外壳内, 可以使其免受不良环境影响, 如化学污染、积尘、高寒等, 同时还可以屏蔽电磁和静电, 所以, GIS高压电气设备对于一些复杂恶劣环境, 也比较适用。

1.3 具有较高安全性和可靠性

GIS高压电气设备中的防误闭锁功能比较完善, 可以有效避免其受到污秽影响, 进而有效提高设备运行性能, 使其性能得到可靠性保障。

1.4 具有比较方便的维护过程

由于GIS高压电气设备出现故障的机率比较小, 其主要部件维修间隔在20 a, 由此可见, GIS高压电气设备一旦受损, 其恢复往往比较困难。所以, 这也是它的缺点之一。另外, GIS高压电气设备所需要使用的材料一般比较昂贵, 且工艺要求比较高, 与此同时, 对于GIS高压电气设备维修, 就需要技术人员拥有高超技能, 能够对该设备性能等方面有一个全面了解和掌握[2]。

2 550 k VGIS电站抗震性能计算

2.1 计算目的

通常情况下, 对GIS电站抗震性能进行计算的目的, 不仅是为了设计GIS安全、可靠运行所需的钢结构支架, 还实现了对GIS设备 (母线、支架等) 在各种载荷工况下的强度进行校验, 与此同时, 还能够得到混凝土地基对支架的支反力, 进而使550 k VGIS电站稳定运行。

2.2 计算模型

对于550 k VGIS电站抗震性能计算来说, 其主要内容包括GIS电站中所有部件和钢结构支架。由于GIS电站很容易受到元件和钢结构自重的影响, 因此, 采用ANSYS Mechanical进行支架和元件结构静力学与动力学分析。根据相关要求, 将地震激励在水平方向的强度设为0.2 g, 在竖直方向的强度设为0.1 g, 基于此, 选择相应的地震加速度谱进行动力学分析。

2.3 结论及其检查

根据材料的相关属性, 进而校验普通直管外壳的应力、钢结构支架的应力、钢结构支架的位移和化学螺栓的拉力是否合格。材料的相关属性如表1所示。

根据上述资料得出, 以CM66为规范依据, 最恶劣的工况可定义为1.333P+1.333T+1.5V, 其中静力为P, MPa;T代表热应力, MPa;V代表风载荷, MPa。据此, 对普通直管外壳的应力、钢结构支架的应力、钢结构支架位移和化学螺栓拉力进行校验, 确认其是否合格。a) 对于普通直管外壳的应力来说, 以CM66为规范依据, 它的最大等效应力77.2 MPa, 为屈服应力的96.5%, 而以根据IEEE693-2005规范要求, 其最大等效应力为74.6 MPa, 为屈服应力的93.2%。由此可见, 普通直管外壳的应力符合相关要求。对于钢结构支架的应力而言, 以CM66为规范依据, 它的最大等效应力为197 MPa, 为屈服应力的83.8%, 而以根据IEEE693-2005规范要求, 其最大等效应力为212MPa, 为屈服应力的90.2%。由此可见, 钢结构支架的应力符合相关要求。对于钢结构支架的位移来说, 普通直管的钢支架可能发生的最大位移为58.6 mm, 支架高度为7 300 mm, 根据ASCE规范, 该高度允许的最大位移量为7 300×1/100=73 mm。而空气套筒的钢支架可能发生的最大位移为27.1 mm, 支架高度为7 988 mm, 根据ASCE规范, 该高度允许的最大位移量为7 988 mm×1/200=40 mm, 因此, 钢结构支架的位移符合相关要求。对于化学螺栓的拉力来说, 普通直管的支架所用化学螺栓的最大拉力为设计拉力的98.6%, 它是符合相关要求的, 但空气套筒的支架所用锚栓的最大拉力超过M30锚栓的设计拉力, 不符合相关要求, 因此, 在使用过程中, 建议使用更大锚栓, 或每个支架的脚采用4个螺栓支撑[3]。

3 支撑设计

对于550 k VGIS电站支撑设计方面来说, 它主要体现在自重载荷、热载荷、地震载荷等多个方面。具体分析如下。

3.1 自重载荷

它主要以等效密度或点载荷两种方式。想断路器、直管、钢支架、互感器等都是通过等效密度形式, 对重力载荷的影响进行全面考量。而像绝缘盆子、接地开关等其它设备则主要以等效质量点的形式, 对重力荷载的影响进行全面考量。

3.2 热载荷

它主要体现在低温载荷和高温荷载两方面内容。对于低温载荷来说, 该载荷代表设计参考温度 (20℃) 和最小环境温度 (-20℃) 之间的温差。该载荷适用于所有元件、母线及支架。因此, 该低温载荷为 (-40℃) 。对于高温荷载来说, 该荷载代表设计参考温度 (20℃) 和室外最高环境温度 (40℃) 及日光辐射 (+25℃) 之间的温差, 该载荷适用于所有支架。对于GIS设备, 包括元件和母线等, 同时还需考虑额定电流引起的热效应 (+20℃) , 因此, 室外支架高温载荷为 (+45℃) ;室外元件和母线高温荷载为 (+65℃) 。

3.3 地震载荷

水平方向 (X、Y) 基本加速度0.2 g, 竖直方向 (Z) 基本加速度0.1 g, 相应设计响应谱曲线。该GIS电站阻尼系数以最恶劣工况设定, 阻尼系数为2%。该响应谱将施加在X、Y、Z三个方向, 因此有3个地震载荷工况, 其中, Z方向的谱值为X、Y方向的1/2。

总之, 为保证GIS在最恶劣载荷工况下安全运行, 对各载荷工况组合均从应力和位移两个角度进行分析。从应力角度, 以最大等效应力是否超过材料屈服极限作为标准;从位移角度, 根据所支撑设备的所属种类, 以支架顶部偏移是否超过按ASCE标准计算的最大允许偏移作为评判标准。

4 结语

探讨GIS高压电气设备抗震性能计算具有重要的实际意义。随着抗震减震等相关理论的完善, 现代计算机技术及试验技术的进步, 给GIS高压电气设备抗震性计算和设计带来新突破。通过对GIS高压电气设备抗震性能试分析, 不仅提高了试验结果的精确性, 还为GIS高压电气设备的安全运行提高了有效保障。

摘要：在高压电力系统中, GIS电站的抗震性能是一项重要的内容。主要针对阿尔斯通550 k V GIS变电站抗震性能进行分析计算, 为GIS高压电气设备的安全运行提高了有效保障。

关键词：GIS高压电气设备,抗震计算,分析

参考文献

[1]陈淮, 李杰.高压电气设备抗震可靠性分析方法[J].世界地震工程, 2000 (2) :20-22.

[2]刘敏.GIS高压电气设备抗震性能试验研究[D].西安:西安建筑科技大学, 2013.

屈曲约束支撑的抗震加固效果研究 篇2

关键词：屈曲约束支撑,抗震加固,静力弹塑性分析

0 引言

抗震加固是提高既有结构抗震性能的重要措施, 历次震害调查的结果也证明了这一措施的有效性。在框架结构的整体性加固方法中, 增设支撑是很常见的加固方法, 这种方法可以合理地改善结构体系, 对原结构构件的损伤较少且施工便捷。屈曲约束支撑在受拉和受压时都能发生屈服, 使支撑的受拉承载力与受压承载力相当, 克服了传统支撑的受压屈曲问题。本文以一典型的单跨框架结构为例, 采用增设屈曲约束支撑的加固方法, 基于SAP2000的静力弹塑性分析, 对比了加固前后结构在罕遇地震下的抗震性能。

1 屈曲约束支撑的设计方法

在弹性设计阶段, 屈曲约束支撑的设计方法与普通支撑基本相同, 在支撑布置、构件验算和节点设计等方面与普通支撑略有不同。

1.1 支撑布置

屈曲约束支撑的布置原则总体上与普通支撑类似[1]:在平面布置上, 屈曲约束支撑的布置应使结构在两个主轴方向的动力特性相近, 尽量使结构的质量中心与刚度中心重合, 从而减小地震作用下的扭转效应;在立面布置上, 避免因局部的刚度削弱或突变形成薄弱部位, 造成地震作用下的应力集中或塑性变形集中。此外, 屈曲约束支撑采用K形布置时会在框架柱中部给柱带来一个不利的侧向集中力, 而采用X形布置时因为屈曲约束支撑的中部毛截面较大, 布置很难实现, 因此屈曲约束支撑宜采用单斜撑和V形 (倒V形) 布置。

1.2 构件验算

屈曲约束支撑在受压和受拉时都可以屈服, 不需要进行稳定验算, 仅需要进行强度验算。

1.3 节点设计

普通钢结构支撑节点的连接承载力应不小于1.2倍支撑的净截面抗拉强度。为了保证屈曲约束支撑的耗能能力, 其节点连接承载力应不小于1.2倍支撑的极限承载力。

2 工程概况和加固方案

某教学楼为4层现浇钢筋混凝土单跨框架结构, 结构平面布置图见图1。单跨跨度6.0m, 外挑走廊2.1m, 开间3.6m, 层高均为3.6m。框架柱尺寸为400mm×400mm, 横向框架梁尺寸为250mm×550mm, 纵向框架梁尺寸为250mm×350mm, 走廊端部连梁尺寸为250mm×250mm, 混凝土现浇板厚100mm。梁、柱、板均采用C25混凝土, 受力主筋采用HRB335级钢筋, 箍筋采用HRB235级。设计地震分组第2组, 场地类别II类, 设防烈度7度, 设计基本地震加速度0.15g。屈曲约束支撑平面布置如图1所示, 横向支撑采用人字形布置, 纵向支撑采用单斜撑布置。屈曲约束支撑有效截面面积取2500mm2, 屈服力取300k N。

3 罕遇地震下的静力弹塑性分析

运用SAP2000[2]对加固前后的结构进行静力弹塑性分析[3] (推覆分析) 。原结构模型计为M0, 加固后结构模型计为M1。SAP2000中提供两种推覆分析方法:基于荷载增量的荷载控制法和基于目标位移的位移控制法。由于采用荷载增量法较难获得荷载-位移曲线的下降段, 一般采用目标位移控制法。计算模型在Y向推覆分析中的主节点目标控制位移均取300mm, 相当于结构总高度×混凝土框架结构的弹塑性层间位移角限制。位移增幅次数取30次。研究表明[4], 对于第一振型自振周期小于2s的结构, 选用模态分布的水平加载形式更为合理。根据模态分析的结果, 模型M0和M1的第一自振周期都小于2s, 因此采用第一阶模态侧向力分布形式分别对各模型进行Y向的推覆分析, 得到模型Y向的基底剪力-顶点位移曲线, 如图2所示。

将分析得到的基底剪力—顶点位移关系曲线转换为等效单自由度体系的谱加速度—谱位移关系曲线, 即能力谱曲线;将地震作用的反应谱 (设计地震分组为第2组, Ⅱ类场地, 7度设防 (0.15g) , 罕遇地震) 同样转换为A-D格式的需求谱, 将能力谱曲线和需求谱画在同一坐标系中, 两曲线的交点称为性能点。各模型在Y向推覆分析性能点处的楼层位移如图3所示。

由图2可知, 在Y向推覆分析下, 采用增设屈曲约束支撑加固后, 结构的抗侧刚度、承载力有较大提高, 但在顶点位移达到58mm时, 承载力有明显的下降, 变形能力也显著降低。由图3可知, 在Y向推覆分析性能点时刻, 采用屈曲约束支撑加固后, 结构的位移约减小到原结构的50%, 加固效果明显。

4 结论

本文以SAP2000的数值模拟为主要研究手段, 对采用屈曲约束支撑加固的框架结构进行了抗震性能分析, 得出如下结论:采用屈曲约束支撑对框架结构进行抗震加固, 不仅可以大幅提高原结构的抗侧刚度和承载力, 又可以使结构具有多道抗震防线, 同时屈曲约束支撑的安装施工方便, 对结构的施工功能和建筑外观影响较小, 具有很好的应用前景。

参考文献

[1]周云.防屈曲耗能支撑结构设计与应用[M].北京:中国建筑工业出版社, 2007:202-203.

[2]北京金土木软件技术有限公司, 中国建筑标准设计研究院.SAP2000中文版使用指南[M].北京:人民交通出版社, 2006.

[3]汪大绥, 贺军利, 张凤新.静力弹塑性分析 (Pushover Analysis) 的基本原理和计算实例[J].世界地震工程, 2004 (1) .

关于新抗震规范中刚架支撑的探讨 篇3

1.1 屋盖支撑

《建筑抗震设计规范》 (GB50011-2010) 第9.2.12条规定, 屋盖支撑杆宜用型钢, 目前多数采用圆钢, 甚至在8度地震区也有用圆钢的, 必须引起高度重视。

结合我国地震分布广阔的实际情况, 屋盖支撑一律采用圆钢未免过分极端, 根据现有的经验, 建议8度地震区应用型钢截面, 7度及7度以下视刚架跨度和荷载大小可考虑是否一律采用型钢。

1.2 柱间支撑

由于柱间支撑为抗震中的主要受力构件, 它不仅要经抗震计算确定其构件截面, 还必须满足不同烈度的长细比构造要求, 比屋盖支撑有更高的要求, 作者认为≥7度抗震区宜用型钢。

在此强调, 柱间支撑必须符合《建筑设计抗震规范》 (GB50011-2010) 第9.1.23节的交叉支撑斜杆的最大长细比的规定, 并经纵向抗震计算确定杆件截面。计算中应按“抗震规范”10附录K.2中K.2.1和K.2.3考虑交叉斜拉杆件受力、斜压杆卸载的计算公式。

1.3 柱间支撑的构造

柱间支撑的构造主要是节点的构造:

1.3.1 节点连接方式

抗震规范”10第9.1.23条规定:交叉支撑在交叉点应设置节点板, 其厚度不应小于10mm;斜杆与交叉节点板应焊接, 与端节点板宜焊接。这里必须说明, 在交叉点应设置节点板主要是指两根交叉斜杆, 其中一根斜杆中断的下柱支撑;而对于两根均不中断的单角钢 (背靠背) 单片上柱支撑则不需在交叉点处再设置节点板, 只加焊小填板垫平即可。

1.3.2 下柱支撑与柱的交点位置

“抗震规范”10第9.1.23规定下柱支撑的下节点位置和构造措施, 应保证将地震作用直接传给基础, 当6度和7度 (0.10g) 不能直接传给基础时, 应计算考虑支撑对柱和基础的不利影响采取加强措施。即下柱支撑与柱的交点在6、7度时可设在地面以上 (一般为200mm, 即标高为+0.020) 。此时应考虑交叉斜拉杆的水平分力绕柱平面外 (弱轴y) 的弯距My;7度以上时为消除此影响, 宜将交点降至±0.000。

不论交点为+0.020或±0.000, 柱脚应为保证传递柱身承载力的埋入式、插入式或外包式柱脚。6、7度时也可采用外露式刚性柱脚。刚性柱脚, 即锚栓应用足够的距离和直径抗弯 (可按My计算) 。6、7度时外露式刚性柱脚的组合弯距设计值应乘以增大系数1.2。

1.3.3 连接和节点强度

“抗震规范”10第9.2.15条又规定, 柱间支撑杆件宜采用整根型钢, 当热轧型钢超过材料最大长度规格时, 可采用拼接等强接长;柱间支撑与构件的连接, 不应小于支撑杆件塑性承载力的1.2倍。这表明杆件拼接等强而节点要超强。

2 探讨几种支撑形式

2.1 无吊车轻型门式刚架柱间支撑的设置

2.1.1 柱间支撑的作用:

保证厂房骨架的整体稳定和纵向刚度;作为柱的侧向支撑借以决定柱在框架平面外的计算长度;承受厂房传来的锋利纵向水平荷载, 主要是风荷载。

2.1.2 柱间支撑布置原则 (CECS102:2002) 中规定:

柱间支撑的间距———当无吊车时宜取30-45米;柱间支撑可以设在厂房端部第一柱间。

2.1.3 柱间支撑采用的形式:

通常, 钢结构体系设计往往优先利用钢材的抗拉, 其次是抗压 (有轴压失稳问题) , 再次是压弯。因此, 对于没有吊车的一般轻钢厂房, 柱间支撑仅承受由山墙传来的风载, 荷载较小, 而且轻型钢结构厂房的墙体围护结构多为压型钢板加保温材料, 对厂房的柱顶位移限值放得很宽, 因此最广泛采用的是十字交叉带有张紧装置 (如花篮螺栓) 的圆钢做支撑, 此时截面较小, 构件也比较轻巧, 节省材料。

2.1.4 设计的原则:

采用十字交叉的圆钢做柔性支撑时原则是必须将圆钢拉紧 (圆钢拉紧的程度以平面外有一定的刚度为准) , 使其真正能够传递纵向水平力, 当然, 如果未张紧, 这将影响结构的整体刚度和稳定性;至于在一个结构单元中设几道支撑, 由纵向水平力, 钢筋直径和布置原则确定;圆钢的大小由支撑承受的荷载决定, 要明确一点的是规范对张紧的圆钢的长细比是没有限制的 (无须验算长细比, 只要抗拉承载力满足即可) 。

2.2 有吊车轻型门式刚架柱间支撑的设置

对于有吊车系统的厂房, 一般要设置柱上和柱下两层柱间支撑, 并且吊车梁可以代替刚性系杆 (如果只设一层, 平面外会有吊车的纵向刹车力作用在柱中间, 对于钢柱本身不利) 。

2.2.1 柱上支撑的作用及布置原则———吊车梁以上的支撑, 传递屋架 (上、下弦) 横向支撑传来的纵向风力和保证厂房的整体稳定及纵向刚度。布置原则:温度区段的两端和有下柱支撑的开间中。

2.2.2 柱下支撑的作用及布置原则———吊车梁以下的支撑。作用: (1) 保证厂房的空间刚度; (2) 传递山墙风力; (3) 传递吊车纵向刹车力。布置原则:当有吊车时宜设在温度区段中部, 或当温度区段较长 (L>90m) 时宜设在三分点处, 且间距不宜大于60米。注意在温度区段端部不宜设置下柱刚性支撑。为什么在温度区段端部不宜设置下柱刚性支撑?主要原因:下柱支撑布置在温度区段的中间, 使厂房在温度变化时能够从支撑向两侧伸缩, 以减小支撑, 柱子与纵向构件的温度应力;而如果布置在温度区段端部, 则限制了厂房的纵向变形。另外柱间支撑主要是提供厂房的纵向刚度, 因计算时一般只计算横向平面, 作为平面问题处理, 但如果厂房有较大吨位吊车, 其纵向刹车力较大, 若在厂房端部设置落地支撑 (上下都有) , 限制了厂房的纵向变形, 在柱纵向产生的次内力就比较大。综合以上两方面, 宜在端部仅设置上柱支撑, 把下柱支撑设在第二开间, 在第一柱距内用吊车梁代替刚性系杆, 值得注意的是第一柱距内的屋面应在抗风柱对应位置设刚性系杆, 屋面横向支撑亦要设在第二柱距。系统的传力途径是:山墙处的水平荷载———刚性系杆———屋面横向支撑———柱间支撑———基础。

2.3 柱间支撑采用的形式:

(1) 上柱支撑:通常采用张紧的十字交叉圆钢做支撑;对于厂房吊车为重级工作制, 上柱支撑采用圆钢支撑, 则容易松弛, 即使是用花篮螺栓, 也很难保证;综合考虑最好采用常见的单角钢十字交叉支撑。 (2) 下柱支撑 (刚性支撑) :下柱支撑一般采用十字交叉单片支撑 (单个角钢或两个角钢组成的T型截面) ;对于起重量大于16吨的厂房宜采用双片支撑等型钢组成格构式十字交叉刚性支撑。

2.4 设计的原则:

(1) 支撑主要承受的荷载:上柱支撑主要承受风荷载, 下柱支撑除承受风力荷载以外, 还承受吊车的纵向水平荷载。 (2) 杆件截面必须满足长细比和计算求得的内力要求。 (3) 十字交叉支撑, 宜按一拉一压进行计算。

3 在工程设计实践中关于柱间支撑几个问题的讨论与解析

3.1关于一般柱间支撑采用角钢和钢管的优缺点比较: (1) 角钢:柱间支撑如果按压杆的长细比设计, 支撑的平面内和平面外的长细比是不同的:平面内在中点有支撑点, 回转半径可较小;而平面外按全长计算, 要求回转半径较大。因此很多设计师利用其特性采用角钢做柱间支撑。另外, 采用角钢作支撑, 截面不宜小于L75X6, 对于双片支撑之间的缀条, 其截面一般不小于L50X5。 (2) 钢管:钢管与不等边角钢相比, 最惹人关注的是单位的用钢量能提供更大的回转半径。例如:2L100×80×10, A=34.33, ix=2.35, iy=4.78 (t=10) , 180×5.0管, A=27.49, i=6.19, 就这几个简单比较可以看出, 角钢组合截面虽然具有平面内、外不等的特性, 但这个概念不解决角钢本身断面的不合理性, 而且钢管占用的水平尺寸小, 利于其它专业工作;钢管最令人不满的是价钱高, 140×4.5管, A=19.16, i=4.79, 角钢的截面积是圆管的1.8倍, 圆管的价格与角钢比差不多要接近两倍。基于以上两点钢管与不等边角钢算个相当。当然, 钢管在施工制作时相对麻烦一点, 放样时务必准确无误, 否则需要现场动明火, 带来不必要的安全隐患。另外, 值得注意的是关于钢管的壁厚, 很多人为了追求长细比和自重轻, 大多选择薄壁钢管, 甚至有用2.5厚的, 一旦有腐蚀情况或者钢管本身质量不行, 是非常容易出现钢管本身破坏的情况的, 并且, 如此薄的钢管, 节点连接处理也无法很好保证。我个人看法:壁厚不小于4.5为佳。

3.2关于柱间支撑是圆钢时长度不够的处理方法 (这是个很实际的问题, 用花篮螺栓最好, 但是就生产厂家来说更喜欢用焊接) :

方法一:将要搭接的圆钢端部车丝, 使用花篮螺栓连接起来, 此种方法避免了搭接焊接的偏心, 充分利用了花篮螺栓张紧性能, 但是施工复杂一般设计不采用。方法二:钢筋焊接技术规程里规定以下两种方式但是这样有个弊端就是产生偏心, 且不好看;要是改为轴心对接, 在两侧加两段5d的钢筋焊接会更好:既美观又避免了偏心。

3.3关于柱间支撑的夹角:柱间支撑的夹角宜控制在35～55度。 (1) 支撑角度过小或过大对结构的不利影响:首先斜撑所受的力为P/cosθ, 角度越小, 其所受的力越小, 即起不到支撑的作用, 反之角度越大, 会导致因纵向水平力而产生的垂直力较大, 对斜撑和钢柱很不利;其次角度过小或过大, 节点板也随之增大, 对节点板的受力及制作和加工都不利。 (2) 当柱间支撑受柱高和柱距的限制斜撑与水平面的夹角不能控制在35～55度之间时, 最好采取以下措施予以避免:夹角小于35度 (高大厂房) 时可以采取分层的方法;夹角大于55度时可以采用桁架支撑。

4 小结

总之, 厂房支撑体系的布置和设计应根据具体情况具体考虑, 灵活处理, 柱间支撑应该遵循以简单有效而可靠的方式进行设计的原则, 以保证建筑结构在安装和使用时的整体稳定, 提高结构的整体刚度, 形成整个结构的空间工作, 并使所受的水平荷载以简捷, 明确, 可靠, 直接的线路传递到基础。

摘要：随着社会的进步和经济的发展, 钢结构厂房的建设越来越广泛, 在新抗震规范中, 对钢结构厂房的整体稳定性提出了更高的要求, 这样就需要对钢结构厂房的支撑系进行加强。本文主要对新抗震规范中刚架支撑进行简要探讨。

钢结构X型中心支撑的抗震设计探讨 篇4

钢结构支撑分为中心支撑和偏心支撑。中心支撑即支撑轴线与梁柱交点相交的支撑, X型中心支撑是框架-支撑结构体系中常见的中心支撑形式。X型中心支撑的抗震设计包括支撑斜杆截面的验算、支撑斜杆的长细比控制及支撑斜杆的连接设计等内容。由于篇幅限制, 文章仅重点探讨X型中心支撑斜杆验算和长细比控制方面的相关内容。

1 X型中心支撑的斜杆承载力验算

当钢结构X型中心支撑按压杆设计时, 由于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, 支撑斜杆承载力验算时应对材料强度进行折减[1], 如下:

式中, Ny———支撑斜压杆的轴向力设计值;

φ———轴心受压构件的稳定系数;

Ad———支撑斜杆的截面面积;

Ψ———支撑受循环荷载作用时的强度降低系数;

f———钢材强度设计值;

λRE———承载力抗震调整系数。

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。

当钢结构X型中心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[3], 轴力设计值宜按下式计算:

式中, NL———支撑斜拉杆的轴向力设计值;

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, 强度降低而引起的卸荷效应系数;

Ld———支撑斜拉杆的长度;-支撑所在柱间的净距;

Vi———支撑承受的剪力设计值;

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。

在钢结构X型中心支撑的斜杆承载力验算中, 还应根据现行《建筑抗震设计规范》GB50011 (以下简称《建抗规》) 、《构筑物抗震设计规范》GB50191 (以下简称《构抗规》) 及《石化构抗规》等规范要求, 计入“在竖向荷载 (重力) 和水平荷载 (地震) 作用下, 由于结构整体的变形协调关系, 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剪力”和“在竖向荷载 (重力) 荷载的作用下, 由于柱的弹性压缩变形在X型中心支撑斜杆中引起的附加压应力”。

2 X型中心支撑的斜杆长细比控制设计

支撑斜杆的长细比是影响其性能的重要因素。对于小长细比的短支撑, 耗能性能好, 且其受压屈曲时的承载力接近于钢支撑本身的屈服强度, 因此, 支撑受压时不会出现明显的屈曲现象;而大长细比的钢支撑则相反, 支撑屈曲时的承载力要远远小于其屈服强度, 而且, 当长细比较大时, 构件只能受拉, 不能受压, 通常在往复荷载作用下, 当支撑受压失稳后, 其承载能力降低, 刚度退化, 耗能能力随之降低。为此, 现行《石化构抗规》中第9.4.1条规定“中心支撑杆件的长细比, 按压杆设计时, 当构筑物高度大于50m时, 不应大于;当构筑物高度不大于50m时, 不应大于;一、二、三级中心支撑不得采用拉杆设计, 四级采用拉杆设计时, 长细比不得大于180”。现行《建抗规》第8.4.1条规定“支撑杆件的长细比, 按压杆设计时, 不应大于;一、二、三级中心支撑不得采用拉杆设计, 四级采用拉杆设计时, 其长细比不得大于180”。

不难看出, 我国抗震规范没有同时对小长细比的短支撑的最小值加以限制, 导致一种错觉, 认为设计中长细比越小, 结构越安全, 这显然是不合适的。实际情况是支撑的长细比越小, 支撑框架的刚度就越大;支撑刚度越大, 不但承受的地震力越大, 而且在某些情况下计算分析得出的层间位移也很大;层间位移越大, 强震时钢框架整体倾覆的可能性就越大[1]。

为了解决此问题, 应依据多道设防的抗震概念设计原则, 从钢框架-支撑结构体系的受力与变形协调角度出发, 进行结构整体性分析与计算。在框架-支撑结构体系中, 支撑是第一道防线, 在强烈地震中支撑先屈服, 并在继续发生有侧移变形的过程中与钢框架-支撑结构体系中的框架一道, 发挥第二道抗震防线的作用。如果支撑在强震时仍保持弹性 (既不屈曲, 也不屈服) 而不发生破坏, 则作为钢框架-支撑结构体系组成部分的框架柱将首先发生破坏, 柱子的这种破坏是一种无侧移失稳而导致整个钢框架-支撑结构体系失去竖向承载能力而坍塌。这就要求我们在结构设计中必须确保支撑在地震中先屈服, 并确保支撑屈服后内力重分布使框架部分所承担的地震剪力和支撑部分所承担的地震剪力之和应大于弹性计算的总地震剪力。

实现上述多道设防的抗震概念设计思想, 结构设计时采取的措施是调整支撑斜杆与框架柱的相对刚度, 按照《建抗规》中第8.2.3.3条和《石化构抗规》中第9.2.2条等规定, 框架部分按刚度分配计算达到的地震层剪力应“达到不小于结构底部总地震剪力的25%和框架部分计算最大层剪力1.8倍二者的较小值”。此条表面上是限制支撑与框架柱之间的相对刚度, 其实是间接地规定了中心支撑斜杆的最小长细比。

3 工程实例

某公司20万t/a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18.0m×18.0m, 纵横向柱距均为6.0m;共三层, 一层 (底层) 及二层设备平台的层高均为6.0m, 三层 (顶层) 为防雨棚, 层高3.6m。在框架柱中间跨跨间设置受压X型中心支撑, 支撑斜压杆选用型钢HW250×250且抗震验算满足要求;一层地震剪力设计值为264.00k N, 二层地震剪力设计值为218.30k N, 三层的地震剪力设计值为64.40k N。

参照龚思礼主编的《建筑抗震设计手册》 (第二版) 中第8.1.3节关于考虑

框架与支撑协同工作在设计计算中的操作方法, 利用中国建科院研发的PKPM系列结构设计软件中SATWE模块对去掉支撑的框架进行弹性阶段地震作用的分析计算, 在所有构件均满足承载力要求时, 得到的底部地震剪力VEK=546.64k N。采用本论文所确定的支撑斜杆规格, 对原结构 (钢框架-支撑结构) 进行分析计算, 达到的底部总地震剪力VEC=1358.23KN。将上述两值相比, 如下:

经查SATWE程序计算的结果, 框架部分各层底部地震剪力由上到下分别为:64.40k N、218.24k N、264.00k N。则最大层剪力1.8倍的值为:264.00×1.8=475.20k N<VEK=546.64k N。满足规范要求。

3结束语

1) 当钢结构X型中心支撑抗震验算时, 应考虑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承载力降低的影响和卸荷效应。

2) 在钢结构X型中心支撑的斜杆承载力验算中, 应根据现行抗震规范要求计入楼层水平位移和竖向荷载 (重力) 共同作用下产生的附加剪力和柱的弹性压缩变形引起的附加压应力

3) 支撑设计时应考虑框架部分与支撑在地震作用下的协同工作。调整支撑与框架柱的相对刚度, 使“框架部分按刚度分配计算达到的地震层剪力达到不小于结构底部总地震剪力的25%和框架部分计算最大层剪力1.8倍二者的较小值”。

4) 支撑斜杆宜优先采用型钢制作。当采用焊接型截面时, 支撑杆件的板件宽厚比应符合现行抗震规范的要求。

5) X型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]中华人民共和国国家标准《建筑抗震设计规范》 (GB50011-2010) [S].中国计划出版社.2010.

[2]中华人民共和国国家标准《构筑物抗震设计规范》 (GB50191-2012) [S].中国计划出版社.2012.

[3]中华人民共和国石油化工行业标准《石油化工构筑物抗震设计规范》 (SH3147-2014) [S].中国石化出版社, 2014.

[4]龚思礼.《建筑抗震设计手册》 (第二版) [M].中国建筑工业出版社, 2002.

[5]《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].中国建筑工业出版社, 2004.

抗震支撑 篇5

1.1 工程场地概况

该建筑位于广元市, 该建筑面积共计2 283.3 m2, 建筑总高度为24.000 m, 屋面防水等级为二级, 设计合理使用年限为50年。建筑框架墙体采用空心页岩砖砌筑, 墙厚200 mm。

1.2 建筑平面布置

该建筑平面尺寸为42 400 mm×9 000 mm, 1层~5层为一梯四户, 1层~5层有A, B两种户型;6层和跃层布置为C, D两种户型, 建筑平面布置不对称。而且由于场地不规则性, 在架构设计中会采用大量的悬挑梁。平面布置的不对称性造成了结构楼层平面刚度分布不对称和结构刚心与质心位置的偏移, 在水平作用下结构构件承受较大的扭矩 (见图1) 。

1.3 建筑立面布置

建筑总高度21 m, 1层~7层沿高度方向在尺寸上并未出现较大变化, 只有屋盖采用了坡屋面和平屋面两种形式, 立面尺寸上发生了较大变化。就整体来看, 整个建筑的立面布置均匀合理, 利于结构设计。

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了钢筋混凝土框架结构体系模型、钢框架结构体系模型和带支撑—钢框架结构体系模型。

2.1 RC框架构建布置

RC框架柱平面布置图见图2, 标准层钢构件平面布置图见图3。

2.2 钢结构构件布置

支撑—钢框架结构构件布置。该钢框架结构中所用构件均采用工字钢 (截面尺寸见表1) , 钢材等级均为Q2235;楼板厚度为100 mm, 采用混凝土浇筑, 混凝土强度为C30。布置支撑目的:1) 中震或大震作用下, 支撑首先屈服, 耗散部分地震能量, 保护其他结构构件;2) 在框架外围合理布置支撑 (见图4) , 能有效地抑制结构在水平作用下的扭转效应;3) 由于地形限制, 结构中出现大量悬挑构件, 使得某些柱承受轴力很大, 支撑能分担同节点的部分柱轴力。

mm

3 结构计算分析

3.1 地震作用下整体计算分析

3.1.1 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0.05g, 框架抗震等级为三级, 场地土类别为Ⅱ类, 地震最大影响系数为0.08。楼面恒载2.0 k N/m2, 卫生间和楼梯恒载6.0 k N/m2, 取活荷载为2.0 k N/m2;楼面活载取值为2.0 k N/m2, 楼梯活荷载取3.5 k N/m2, 阳台和餐厅活载2.5 k N/m2;屋面不上人, 恒载取值4.0 k N/m2, 活载取值0.5 k N/m2。地面粗糙度为C类, 基本风压为0.3 MPa。

3.1.2 结果的计算模型

结构整体计算分析采用SATWE软件, 模型见图5。

3.2 结构参数分析

3.2.1 结构振型与周期比

表2列出了RC框架和带支撑—钢框架结构前三个振型的各项参数。根据JGJ 3-2010高层建筑混凝土结构技术规程 (以下简称《高规》) [3]中5.1.13条中第二款规定对B及建筑高度的高层建筑和复杂高层建筑, “计算振型数应使振型参与质量不小于总质量的90%”。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—钢框架体系周期比满足《高规》第3.4.5条的规定, 而钢筋混凝土框架体系的周期比超过限值。

3.2.2 最小剪力系数λ

由SATWE计算得出两种结构体系的最小剪力系数如表3所示, 由此可见两种结构体系的最小剪力系数λ均满足《抗规》[4]第5.2.5条规定。

%

3.2.3 平均位移和最大层间位移

两类结构在地震荷载下层间位移角均满足《抗规》5.5.1条规定。支撑—钢框架结构抗侧刚度更大, 能够更好地限制结构位移, 保证结构安全性 (见表4, 图6) 。

3.2.4 平面规则性分析

在考虑偶然偏心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见表5。RC框架Y向该值大于规范限值 (1.3) , 应按照《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。

3.2.5 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1.000~1.604 6, Y向为1.000~1.664 9。RC框架结构该值X向范围为0.969 7~2.307 8, Y向范围为1.032 6~2.360 4, 根据《高规》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。

3.2.6 抗剪承载力验算

钢框架结构各楼层上一层抗剪承载力与其抗剪承载力之比X向范围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。

3.2.7 整体稳定性分析

结构最小刚重比见表6, 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。

综上所述, 支撑—钢框架结构抗侧刚度更大, 在多遇地震作用下, 能够更好地控制构件侧向位移。

3.3 结构时程分析

结构时程反应分析应用软件SAP2000非线性时程分析, 考虑几何P—Δ效应, 采用EL-centro地震波 (峰值加速度为341.7 cm/s2, 波谱见图7) 。

两类结构在地震荷载作用下, 结构顶层峰值位移大致相等, 见表7。由于RC框架结构在前期地震荷载作用下出现大量塑性铰, 结构抗侧刚度比钢框架结构下降得快, 顶层平均位移比钢框架结构大。

mm

4 结语

在地震荷载作用下, 和RC框架结构相比, 支撑—钢框架结构具有以下特点:

1) 支撑结构侧移刚度较大, 能够更好地限制其侧向位移, 避免结构的非构件破坏;

2) 结构竖向布置更规则, 避免出现薄弱层, 防止结构在多遇地震作用下产生局部楼层破坏。

摘要：结合工程实例, 采用软件SAP2000对RC框架和支撑—钢框架结构抗震性能进行了抗震性能分析, 结果表明:支撑—钢框架侧移刚度要大过RC框架, 在罕遇地震作用下出现塑性铰少, 优化支撑后的钢框架, 地震能量绝大部分被支撑所耗散。

关键词：RC框架体系,钢框架体系,弹塑性,抗震性能

参考文献

[1]GB 50017-2003, 钢结构设计规范[S].

[2]GB 50010-2011, 混凝土结构设计规范[S].

[3]JGJ 3-2010, 高层建筑混凝土结构技术规程[S].

[4]GB 50011-2010, 建筑抗震规范[S].

[5]杨聪武, 冯铭, 曹志丹, 等.碧罗雪山大酒店结构设计[J].建筑结构, 2013, 21 (43) :42-46.

抗震支撑 篇6

科学救灾、科学重建、科学发展, 在党中央、国务院坚强领导下, 在科技部和全国科技系统的倾力支持下, 三年来, 四川广大科技工作者集全国科技之智、举全省科技之力, 肩负起服务科技救灾、支撑科学重建的重任, 用科技的温暖驱散灾区的严寒, 用科技的光芒照亮灾区美好明天。

抗震救灾:科技成为“决战决胜”的重要力量

时间就是生命, 灾情就是命令, 汶川特大地震发生后。一场惊心动魄、气壮山河的科技抗震救灾大幕迅速展开。

党和国家领导人作出“要为抗震救灾提供科学支持”“使科技成为战胜地震灾害的强有力支撑”等关于科技救灾的重要指示;科技部召开紧急会议部署抗震救灾工作。5月13日, 地震发生次日, 科技部《关于做好科技抗震救灾有关工作的紧急通知》下发, “切实把抗震救灾作为当前的首要工作, 紧急动员, 全力以赴, 立即投入到抗震救灾工作中”等6个方面明确要求和“迅速组织多领域专家对地震灾情和预防次生灾害进行综合技术研判, 为抗震救灾决策服务”等6条应急措施, 对全国科技系统发出“总动员令”。通过全国广大科技工作者的倾情努力、忘我奉献, 无论是科技人才的调遣、科技资源的整合, 还是科技部门的协调、多学科专家的配合, 都做到了快速、有序和高效。把地震带来的危害降到最低程度, 把抢救生命的可能性推到最高限度……科技作为第一生产力在汶川抗震救灾中发挥的巨大作用, 不仅是我国改革开放以来现代化建设伟大成就的具体体现, 也是建设创新型国家取得丰硕成果的最佳注解。

灾后重建:科技成为推动“历史进步”的重要“补偿”

恩格斯说:“没有哪一次巨大的历史灾难, 不是以历史的进步为补偿的。”三年来, 在抗震救灾和灾后重建中, 科学技术所发挥的巨大作用, 充分说明在一切自然灾害面前, 科技都是抗灾、防灾、减灾的强大武器, 是变“历史灾难”为“历史进步”的重要“补偿”手段。

据统计, 三年来科技部先后安排3.42亿元的相关科技计划项目, 帮助地震灾区重建美好新家园。通过部省联动及对口支援省从科技项目、技术服务、技术咨询等全方位的科技支撑, 四川科技部门攻坚克难、化危为机, 把改善民生、促进民生发展作为科学重建的落脚点, 重点围绕灾区“健康身心、改善生活、发展生产、改进生态”等方面的恢复与重建提供科技支撑。

为推进灾区高新技术产业发展, 四川科技部门实施《四川省高新技术产业带恢复与重建专项规划》, 重点支撑广元、绵阳、德阳和阿坝等地产业振兴。随着LED节能照明系统研究开发、600MW超临界空冷汽轮机研制等一批国家和省级科技计划项目和平台的建设实施, 仅绵阳在去年就实现高新技术产业产值672亿元, 占全市工业总产值的50%, 超过震前水平。

为使灾区农业产业发展恢复提升, 科技部和四川省科技厅共同实施新农村建设科技示范工程, 由组织全国150多位专家、集成86项农业科技成果, 在彭州市新黄村、绵竹市棚花村、都江堰市高原村、安县柏杨村等4个村, 打造各具特色新农村科技示范样板。通过试点, “统规统建集镇型”、“统规自建庭院型”农村重建新模式形成体系, 农业科技示范园、生态循环式农业遍地开花。从2009年起, 四川已启动第二批省级科技试点6个、市 (州) 级科技试点39个, 截至去年, 试点村已构建地震灾后生活、生产、生态恢复重建技术体系15套, 重点扶持规模以上科技示范龙头企业3家, 农村居民人均收入达到10000元。

抗震支撑 篇7

关键词：耗能减震,黏滞耗能支撑,抗震加固,动力时程分析

近年来，随着各国在耗能减震体系方面研究的深入，许多国家相继出台了相应的耗能减震结构设计、施工规范和规程。耗能支撑框架结构是将框架-支撑结构中的支撑杆设计成消能杆件或在结构的某些部位装设耗能装置，以吸收和耗散地震能量来减小结构地震反应的一种新型抗震结构。耗能支撑能增加结构的水平刚度，减小结构的侧移，使结构的地震反应大大衰减，从而保护主体结构及构件在强震中免遭破坏，确保主体结构在强地震中的安全。耗能装置在结构中的设置主要是将阻尼器与钢支撑串联而附设在结构的层间形成耗能减震支撑。耗能减震支撑的形式有多种，可以做成方框支撑、圆框支撑、交叉支撑、斜杆支撑、K形支撑和双K形支撑[1]。

黏滞阻尼器对结构不提供附加刚度[2,3]，适合对已有建筑结构进行抗震加固。其研究和工程应用较多，目前的应用实例在国外有：美国新San Bermardino医疗中心工程共安装了233个黏滞阻尼器，意大利的一座长1000m的桥梁的每一个桥台下部安装了黏滞硅胶阻尼器；在我国近些年也有了较为广泛的应用，例如1998年启动的首都圈防震减灾示范区中，北京的一些标志性建筑如北京饭店、北京火车站、中国革命历史博物馆、北京展览馆等开始进行全面地抗震鉴定加固及改造，其中北京饭店和中国革命历史博物馆的加固中采用了法国Jarret公司生产的黏滞-弹簧阻尼器，北京站中央大厅加固工程中则采用了美国Taylor公司生产的黏滞油缸阻尼器[4,5]。

1 黏滞阻尼器及其力学模型

黏滞阻尼器除了无明显的初始阈值等优点之外还有其独特的对结构不提供附加刚度的优越性[2,3]，因而不会因安装阻尼器而使得结构的自振周期减小进而增加结构地震作用，所以更适合对已有建筑结构进行抗震加固。本文的抗震加固工程实例中采用如图1所示的美国Taylor公司生产的黏滞阻尼器。黏滞阻尼器工作时主要依靠活塞运动使流体通过活塞上的小孔产生阻尼力从而耗散地震能量，以减小结构的动力反应。此阻尼器可以模拟成弹性元件和阻尼元件相串联的Maxwell模型，如图2所示。其性能试验结果显示Maxwell模型满足精确性要求，本文实际分析计算时采用的就是Maxwell模型。

2 耗能支撑框架的动力时程分析

时程分析法又称直接动力法，是将建筑物作为弹性或弹塑性振动体系，直接输入地面地震加速度记录，对运动方程直接逐步积分，从而获得体系各节点位移、速度、加速度和构件内力的时程变化曲线。

根据动力学原理，在地震波作用下，附设黏滞耗能支撑的框架结构的动力学微分方程为

式中，[M]和[K′]分别为结构体系的质量矩阵与整体刚度矩阵；{x..(t)}、{x.(t)}、x(t)分别是结构楼层相对于地面的加速度、速度和位移列阵；{x..g(t)}为地面加速度反应列阵；[C]为结构体系的阻尼矩阵，包括原主体结构部分和耗能支撑部分；结构整体刚度矩阵[K′]同样包括框架结构的主体结构部分和耗能支撑部分。

在式(1)的地震反应方程中，地面运动加速度是复杂的随机函数，刚度矩阵和阻尼矩阵随时间而变化，无法求得解析解，只能采取数值分析方法求解。结构地震反应的时程分析法是将式(1)转变为下列增量方程再进行逐步积分求解：

3 耗能支撑加固工程实例

某工程框架原设计采用如图3所示的5层3跨平面钢框架。框架的水平跨度分别为6m、4m和6m，总宽度为16m；框架共5层，各层均为3.6m。框架柱采用焊接工字型钢400mm×350mm×10mm×14mm，强轴垂直于x轴；框架梁采用焊接工字型钢450 200 812。钢材均为Q235。原设计在考虑本地区8度抗震设防烈度下罕遇地震作用下的顶层位移以及结构最大层间位移角，都不符合抗震规范[6]规定，故选择采用黏滞耗能支撑对原设计框架结构进行抗震加固设计。图4中耗能装置采用了如图1所示的美国Taylor公司生产的黏滞油缸阻尼器，其线性阻尼常数C0取值为1 255N·s/mm。

本文采用通用有限元分析软件ANSYS对黏滞耗能支撑框架结构进行地震动力时程分析。运用Wilson-法对增量方程(2)进行逐步积分求解，结构的阻尼矩阵采用瑞利（Rayleigh）阻尼。输入的地震波是根据“3+1”选波原则选择已经数值化以后的El Centro(1940,NS)波、Taft(1952,N21E)波、天津波(1976,EW)和上海人工波，其中多遇和罕遇地震加速度时程曲线峰值按抗震规范[6]规定分别取值0.7m/s2和4.0 m/s2。为考虑框架梁柱弹塑性性能，采用BEAM23二维塑性梁单元，耗能支撑与主体框架结构为铰接，采用二维link1单元，材料均选择双线性等向强化（BISO）材料。

结构抗震设计是否满足规范规定要求主要由结构变形验算来体现，对应于抗震规范规定的抗震“两阶段”设计思想，结构的变形验算包括两部分内容，即多遇地震作用下结构的弹性变形验算和罕遇地震作用下弹塑性变形验算。这里对原框架结构和黏滞耗能支撑框架结构分别进行多遇和罕遇地震下地震反应时程分析，分析计算结果中部分数据分别见表1、表2和表3。

由表1和表3可以看出，设置黏滞耗能支撑后，多遇地震作用下的结构地震反应明显减小。顶层最大位移的减震幅度最大的是在El Centro波作用下，原结构和耗能结构的顶层最大位移分别为25.5 mm和17.9 mm，减震幅度达到29.8%；减震最小的是在上海人工波的作用下，两种结构的顶点最大位移分别是21.7mm和17.1mm，减震幅度也有21.2%；最大层间位移角的减震幅度最大的是在Taft波作用下，两种结构的层间位移角分别为1/380和1/580，减震幅度达到34.5%；减震幅度最小的是在天津波作用下，两种结构的层间位移角分别为1/372和1/522，减震幅度也有28.7%；顶层最大速度的降幅最大的是在Taft波的作用下，降幅达到31.4%。

由表2和表3可以看出，设置黏滞耗能支撑前，罕遇地震作用下的框架结构的最大层间位移角不满足规范规定1/50限值，设置黏滞耗能支撑后，结构地震反应显著减小。顶层最大位移的减震幅度最大的是在Taft波作用下，两种结构的最大顶层位移分别为171.1mm和112.5mm，减震幅度高达34.2%；减震幅度最小的是在上海人工波作用下，两种结构的最大顶层位移分别为157.5mm和108.0mm，减震幅度也有31.4%；最大层间位移角的减震幅度最大的是在Taft波作用下，两种结构的层间位移角分别为1/44和1/67，减震幅度高达34.3%；减震幅度最小的是在天津波作用下，两种结构的层间位移角分别为1/52和1/72，减震幅度也达到了较为可观的27.7%。顶层最大速度的降幅最大的是在上海人工波的作用下，降幅高达到38.9%。

4 结论及工程应用建议

通过上述抗震加固实例的分析计算，耗能结构在多遇和罕遇地震作用下较原结构在顶层最大位移、最大层间位移角以及顶层最大速度这三项减震指标上减幅最小都超过了20%，证实了黏滞耗能支撑框架结构显著的耗能减震效果。另外由于黏滞耗能支撑具有构造简单、安装和维护方便、对原结构的建筑功能和日常使用影响较小等优点，因而既适用于新建工程,也适用于对已有的重要的标志性或历史性建筑结构的抗震加固改造，该方法在提高框架结构的抗震安全储备、有效保护原有重要建筑物构件方面都有明显优势，在实际工程抗震加固中的具有较为广阔的应用前景。

参考文献

【1】周福霖.工程结构减震控制[M].北京:地震出版社,1997.

【2】叶正强,李爱群,程文瀼,等.采用黏滞阻尼器的工程结构减振设计研究[J].建筑结构学报,2001,22(4):61-66.

【3】赵鸿铁,徐赵东,张兴虎.耗能减震控制的研究、应用与发展[J].西安建筑科技大学学报,2001,33(1):1-5.

【4】王亚勇,薛彦涛,欧进萍,等.北京饭店等重要建筑的消能减振抗震加固设计方法[J].建筑结构学报,2001,22(2):35-39.

【5】张松涛.北京站抗震加固消能支撑钢结构制作安装[J].建厂科技流,2000,27(2):25-29.