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非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应
非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

李建中 范立础

(同济大学)

摘要:针对我国西部山区典型的非规则梁式桥梁,采用非线性时程地震反应分析方法,探讨了纵向地震作用下非规则梁桥相邻联的非同向振动特性和伸缩缝处的碰撞效应。结果表明:当梁式桥相邻联周期相差较大时,纵向地震作用下,会导致伸缩缝处相邻梁体较大的相对位移和碰撞,碰撞导致低墩地震反应增大,对结构抗震不利。还提出了减小相邻联非同向振动和伸缩缝处碰撞效应的措施和方法。关键词:非规则桥梁;非同向振动;碰撞效应中图分类号:U4448122;032 文献标识码:A 文章编号:10002131X (2005)0120084207

LONGITU DINA L SEISMIC RESPONSE AN D POUN DING EFFECTS OF GIR DER BRI D GES

WITH UNCONVENTIONA L CONFIGURATIONS

Li Jianzhong Fan Lichu

(T ongji University )

Abstract :In this paper ,the nonlinear seismic response of a m odel for girder bridges with unconventional con figurations in western m ountainous areas is evaluated.The characteristics of out 2of 2phase vibrations and pounding effects of adjacent girders at the m ovement joints are investigated.The results indicate that strong longitudinal earthquakes can lead to large relative dis 2placements and pounding of adjacent girders at the m ovement joints due to the differences in the periods of adjacent girders.The pounding am plifies the responses of dwarf piers.Further m ore ,a method for reducing the out 2of 2phase vibrations and pounding effects of adjacent girders at the m ovement joints are introduced.

K eyw ords :girder bridges with unconventional con figurations ;out 2of 2phase vibrations ;pounding effects

收稿日期:2003204207,收到修改稿日期:2004211207国家自然科学基金资助项目(编号50278068)高等学校博士点专项科研基金项目(20030247009)

1 引言

随着我国实行西部大开发的重大战略举措,西部

地区桥梁建设得到了很快发展。西部多为山岭丘陵区,地形、地貌和地质水文条件复杂,其桥梁结构的典型特点为高墩,且墩高相差悬殊,属非规则桥梁。由于地形条件的限制,典型的西部山区桥梁如图1所示,一般由多联连续梁组成,其中,中联为高墩区,墩高可达50m 以上,而边联墩高相对较低。对于这种结构布置的多联连续梁桥,由于相邻联的动力特性(振动周期)相差较大,在纵向地震作用下导致相邻联发生非同向振动,造成伸缩缝处相邻梁体的碰撞和较大的梁体相对位移。

西部是我国的地震多发区,发震频繁且烈度高,8度以上地震也时有发生。但目前我国对于这类非规

则桥梁的抗震性能研究基本上还是空白,本文结合西部山区某一实际典型多跨连续梁桥,探讨了伸缩缝处相邻梁体碰撞对结构地震反应的影响以及减小碰撞和梁体相对位移的方法和措施。

2 结构计算模型

如图2所示,某典型3联多跨连续梁桥计算模型,上部结构采用跨度为30m 预应力先简支后连续T 梁,桥宽为24m 。3号墩和10号墩处设置伸缩缝,伸缩缝处采用滑板支座;6号、7号墩处,梁体与桥墩采用固结;其余各桥墩处采用板式橡胶支座,每墩橡

胶支座的水平剪切刚度为2154×104

kN Πm 。各桥墩高度如表1所示。

在分析时,采用美国加洲大学编制的Drain 23DX [1]

程序。计算模型中的梁体采用弹性梁单元。墩柱采用弹塑性梁柱单元(纤维单元)模拟,桥墩截面划分为156个纤维单元,混凝土纤维的应力-应变关

系采用Mander 模型[2]

,而钢筋的应力-应变关系采用

第38卷第1期土 木 工 程 学 报

V ol 138 N o 11 2005年1月CHI NA CI VI L E NGI NEERI NGJOURNA L

Jan 1 2005

图1 西部山区典型的多跨连续梁桥式

Fig 11 A typical multi 2span continuous bridge in western m ountainous areas

表1 各墩高度

T able 1 H eights of piers

墩号1234567891011121314高度(

m )

914

2119

3719

4318

4618

5019

4819

3913

3118

2313

1719

1018

712

619

图2 结构计算模型:(a )结构模型;(b )伸缩缝模拟

Fig 12 C omputer m odel :(a )S

tructural m odel ;(b )M ovement joint m odel

理想弹塑性应力-应变关系。单元的质量采用堆积集中质量代表。纵桥向,橡胶支座采用弹簧连接单元模拟;横桥向,考虑抗震挡块的约束作用。混凝土结构的阻尼比取为5%,进行线性和非线性时程分析时,采用瑞利阻尼,计算模型见图2。为了模拟由于相邻联非同向振动可能导致的伸缩处碰撞,伸缩缝采用图2b 所示的接触单元模拟。接触单元的非线性力-位移关系为:

f =

k (d 0+x s ) d 0+x s <0

0 d 0+x s ≥0(1)式中,d 0为伸缩缝初始间隙,x s 为地震作用下伸缩缝处相邻梁体的相对位移,k 为接触刚度。许多学者

对接触刚度的取值进行了研究,建议取为梁体的轴向

刚度[3]

碰撞过程中的能量损失采用阻尼器代表,阻尼的大小与碰撞过程的恢复系数e 有关,对于完全弹性碰

撞,恢复系数e =0;完全塑性碰撞,恢复系数e =1。

对于混凝土材料建议[4,5]

e 取0165。根据恢复系数,可得到阻尼计算式为:

ξ=-ln e

π2

+(ln e )2

(2)c =2ξ

K

m 1m 2m 1+m 2

(3)

式中m 1和m 2分别为伸缩缝相邻联梁体的质量。根据以上模型,计算出的各联纵桥向基本周期分别为1171(第一联)、2173(第二联)、1134(第三联),相应的振型见图3所示。

由以上结果可以看出,由于各联的墩高相差较大,各联的纵向基本振动周期也相差较大,这样会导致相邻联梁体在伸缩缝处发生碰撞和较大的相对位移,下面就这一现象进行讨论。

?

58? 第38卷 第1期李建中等?非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

图3 各联的基本振型

Fig 13 Basic m ode shapes for the segments

3 相邻联的非同向振动及伸缩逢处的碰撞效应

对以上计算模型,输入南北向E L 2centro 地震波,

地震波加速度峰值调整为014g ,不考虑碰撞效应时,计算出的伸缩缝处左、右梁体纵向位移以及左、右梁体纵向相对位移时程曲线如图4,5所示;各墩顶的位移峰值如表2所示。取伸缩逢间隙为0106m ,考虑碰撞效应后,伸缩缝处左、右梁体纵向相对位移、碰撞力时程如图6、7

所示。

图4a 左伸缩缝处左、右梁体纵向位移反应

(不考虑碰撞效应)

Fig 14a T he longitudinal displacement responses of adjacent girders

at the left m ovement joints (with out pounding effect )

图4b 左伸缩缝处左、右梁体相对位移

(不考虑碰撞效应)

Fig 14b T he relative displacements between adjacent girders

at the left m ovement joint (with out pounding effect )

表2 墩顶位移峰值

T able 2 Peak displacements at the top of piers

墩号

1234567891011121314墩顶位移(不考虑碰撞)(m )(1)0103201134011800129801297013220132101280012760111101090104501015010156墩顶位移(考虑碰撞)(m )(2)

01043012260118001268012670127101273012570125601111011550106801024010236(2)Π(1)

11340

11680

11000

01900

01890

01840

01850

01920

01930

11000

11720

11510

1160

11510

?68? 土 木 工 程 学 报2005年

图5a 右伸缩缝处左、右梁体纵向位移反应

(不考虑碰撞效应)

Fig 15a T he displacement responses of adjacent girders at the right m ovement joint (with out pounding effect

)

5b

右伸缩缝处左、右梁体相对位移

(不考虑碰撞效应)

Fig 15b T he relative displacements between adjacent girders at

the right m ovement joint (with out pounding effect )

图6a 左伸缩缝处左、右梁体纵向相对位移

(考虑碰撞效应)

Fig 16a T he relative displacements between adjacent girders

at the left m ovement joint (with pounding effect )

由图4,5计算结果可以看出,由于各联的纵向振动频率相差较大,在南北向E L 2centro 地震波输入情况下,伸缩缝处相邻联产生非同向振动,导致伸缩缝处相邻梁体较大的相对位移,第一联和第二联,第二联和第三联伸缩缝处相邻梁体的最大相对位移分别为4412cm 和4110cm (超过了伸缩缝间隙)。过大的相对位移不仅会导致伸缩缝处相邻梁体的碰撞,还可能导致

图6b 左伸缩缝处纵向碰撞力

Fig 16b T he im pact forces at the left m ovement joint

图7a 右伸缩缝处左右梁体纵向相对位移

(考虑碰撞效应)

Fig 17a T he relative displacements between adjacent girders

at the right m ovement joint (with pounding effect )

图7b 右伸缩缝处左右梁体纵向碰撞力

Fig 17b T he im pacts forces at the right m ovement joint

落梁破坏。由图6,7可以看出,考虑伸缩缝处相邻梁体的碰撞效应后,相邻梁体的相对位移明显减小,但会在碰撞接触面产生较大的碰撞力。由表2得知,伸缩缝处相邻梁的碰撞导致第一联和第三联墩顶(低墩)位移反应增加,最大增加72%,第二联(高墩区)墩顶位移减小。

实际上,地震动参数、伸缩缝处相邻联结构的动力特性、伸缩缝间隙以及接触单元的刚度、阻尼等因素,对地震作用下伸缩缝处相邻梁体的碰撞效应和相对位移都有影响,为了进一步研究这一现象,以下进行参数分析。

?

78? 第38卷 第1期李建中等?非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

4 参数分析

如前所述,许多学者对接触单元的刚度和阻力取值进行了研究,建议接触单元刚度取为梁体的轴向刚度,阻尼根据碰撞恢复系数计算。这里主要分析伸缩缝处相邻联纵向基本周期比值和伸缩逢间隙对结构碰撞效应的影响。相邻联的纵向振动周期比值可以通过变化第一和第三联桥墩上橡胶支座的高度(剪切刚度)来达到,表3为第一联和第三联支座剪切刚度变化及相应的纵向振动基本周期。

在进行地震反应分析时,分别计算了E L 2Centro 地震波和N orbridge 地震波(加速度峰值调整到014g )纵向输入下结构的反应。

表3 支座剪切刚度变化及对应的每一联纵向振动基本周期

T able 3 V ariations of the shear stiffness of bearings and the corresponding b asic period of each bridge segment 工况

123456第一联每墩支座切刚

度(kN Πm )×10471000

41000

21000

11400

11050

01700

第三联每墩支座切刚度(kN Πm )×104315002100011150018500165001450第一联周期T 1(s )112531147211848210902132121700第三联周期T 3(s )

111991146511819210602131021720T 1ΠT 2014600153801676017640184901988T 3ΠT 2

01440

01536

01665

01750

01845

01995

注:T 2为第二联的基本周期

411 碰撞对墩顶位移的影响

图8为当伸缩缝间隙取为0106m 时,在E L 2Centro 和N orbridge 波输入情况下,2号(低墩)、6号(高墩)和11号(低墩)墩顶位移峰值随相邻联周期的变化,图中纵坐标表示考虑碰撞效应后的墩顶位移峰值与相应不考虑碰撞效应墩顶位移峰值之比。从图8中可以看出,碰撞使低墩,2号、11号墩顶位移放大,最大可达1175倍左右;而高墩,6号墩顶位移反应减小。相邻联的周期比对碰撞效应影响较大,当相邻联的周期比在0155~110范围内时,总体上,碰撞效应随相邻联的周期比增加而减小(相邻联的周期比为1时,没有碰撞)。

表4为伸缩缝间隙分别取0103m 、0106m 和0112m 时,2号墩顶位移峰值比(考虑碰撞效应Π不考虑碰撞效应)。从表4得知,伸缩缝的间隙大小对墩顶的位移反应有一定的影响,但影响一般在20%以内。412 伸缩缝接触面碰撞力大小

图9为当伸缩缝间隙取为0106m 时,在E L 2Centro 和N orbridge 波输入情况下,伸缩缝处接触面碰撞力与

相邻联周期比的关系。图10为伸缩缝间隙变化对碰撞

力大小的影响(图中纵坐标为计算出的碰撞力除以间隙取为0106m 时碰撞力)。由计算结果可以看出,伸缩缝处的碰撞力随相邻联周期比增加而减小,(当相邻联周期比接近于1时,相邻联的相对位移较小,可能不会发生碰撞),当相邻联周期比一定时,碰撞力随间隙减小而减小。

表4 伸缩缝间隙变化对2号墩顶位移峰值反应的影响

T able 4 Peak displacement response at the top of

pier 2for various initial gaps

周期比

E L 2Centro 波输入

d 0=

0103m d 0=

0106m d 0=

0112m N orbridge 波输入

d 0=

0103m d 0=

0106m d 0=

0112m 0146011241128112211621147113501538117511731154112811171111016761133112711340199019811160176411271108112811081119110401849

1111

1108

0191

112

1119

1118

5 减小碰撞的措施与方法

以上分析表明,当梁式桥相邻联纵向基本振动周期相差较大时,伸缩缝处相邻梁体会产生较大的相对位移,并导致伸缩缝处相邻梁体之间的碰撞,对结构的抗震很不利。为了减小这种现象,本文提出在伸缩缝处采用图11所示的连梁装置。连梁装置由橡胶垫层、弹性垫层和锚栓杆组成。

采用连梁装置后,伸缩缝采用接触单元和拉伸间隙单元并联的计算模型,如图12所示。其中接触单元的非线性力-位移关系可采用式(1)计算,但弹簧刚度取为橡胶垫层的刚度。拉伸间隙单元的非线性力-位移关系为:

f =

k h (x s -d 0) x s -d 0<0

0 x s -d 0≥0(4)试中,d 0为初始间隙,x s 为地震作用下伸缩缝处的相对为移,k h 为弹性垫层的刚度。

对于图2所示的计算模型,当伸缩缝处的初始间

隙取为0106m 时,采用和不采用连梁装置计算出的墩顶位移峰值见表5,伸缩缝处碰撞力及伸缩缝左、右梁体的相对位移见表6。由表5和表6的计算结果可以看出,采用连梁装置后,对墩顶的位移反应影响不大,但可以有效的减小伸缩缝处的碰撞力和伸缩缝处左右梁体的相对位移。

?88? 土 木 工 程 学 报2005年

图8 墩顶位移峰值反应

Fig18 Maximum displacement responses of piers

表5 连梁装置对墩顶位移的影响

T able5 The effects of a connection device on the displacements of piers

项目E L2Centro波输入墩号2611

N orbridge

波输入2611

采用连梁装置 01181m01246m01166m01258m01323m0120m 不采用连梁装置01226m01271m01155m01239m01345m01

21m

图9 左、右伸缩缝处最大碰撞力

F ig19 M ax imum pounding force at the le ft and right m ovem ent

joints

图10a 伸缩缝间隙变化对碰撞力的影响(E L2Centro波输入) F ig110a T he pounding forces w ith gap values(E L2C entro wave input

)

图10b 伸缩缝间隙变化对碰撞力的影响(N orbridge波输入) Fig110b The pounding force with different gap values

(N orbridge wave input)

?

9

8

?

 第38卷 第1期李建中等?非规则梁桥纵向地震反应及碰撞效应

图11 连梁装置

Fig 111 C onnection

device

图12 伸缩缝计算模式

Fig 112 C omputer m odel for the m ovement joint

表6 连梁装置对伸缩缝处碰撞力及伸缩缝左右梁体的

相对位移的影响

T able 6 The effects of a connection device on the imp act forces

and the relative displacements of adjacent bridge girders

项目

E L 2Centro 波输入

N orbridge 波输入

左伸缩缝右伸缩缝左伸缩缝右伸缩缝

相对

位移(m )碰撞力

(kN )

采用连梁装置

010758010874010723010939不采用连梁装置011260012990124101423采用连梁装置14620245401177026880不采用连梁装置

33700

41230

35990

64200

6 结论

影响非规则桥梁地震反应的因素很多并且非常复杂,由于篇幅所限,本文仅针对我国西部山区典型的

非规则梁式桥梁,初步探讨了纵向地震作用下非规则梁桥相邻联的非同向振动特性、伸缩缝处的碰撞效应及减小相邻联非同向振动和伸缩缝处碰撞效应的措施

和方法。分析结果表明:(1)由于非规则桥梁相邻联

的纵向基本周期相差较大,纵向地震输入下,会导致伸缩缝相邻联非同向振动,引起伸缩缝处相邻联产生较大的相对位移和伸缩缝处的碰撞。

(2)伸缩缝处的碰撞,不但导致伸缩缝处接触面较大的碰撞力,还会引起低墩墩顶位移反应的较大增加,对结构的抗震不利,在抗震设计时应计入碰撞效应。

(3)相邻联的周期比对碰撞效应影响较大,当相邻联的周期比在0155~110范围内时,总体上,碰撞效应随相邻联的周期比增加而减小。

(4)伸缩缝的间隙大小对墩顶的位移反应有一定的影响,但影响一般在20%以内。但伸缩缝的间隙对碰撞力的大小影响较大,当相邻联周期比一定时,碰撞力随间隙减小而减小。

(5)本文提出的连梁装置,对墩顶的位移反应影响不大,但可以有效地减小伸缩缝处的碰撞力和伸缩缝处左右梁体的相对位移。

参考文献

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李建中 博士,教授,博士生导师,同济大学桥梁系抗震研究室主任,主要从事桥梁抗震理论研究。通讯地址:200092 上

海市四平路1239号同济大学桥梁工程系

范立础 中国工程院院士,教授,博士生导师,长期从事桥梁抗震理论研究。

?09? 土 木 工 程 学 报2005年

水平地震作用计算

上海市工程建设规《建筑抗震设计规程》(DGJ08-9-2013)强制性条文 3 抗震设计的基本要求 3.1.1 抗震设防的所有建筑应按现行标准《建筑工程抗震设防分类标准》GB 50223 确定其抗震设防类别及其抗震设防标准。 3.3.1选择建筑场地时,应根据工程需要和地震活动情况、工程地质和地震地质的有关资料,对抗震有利、一般、不利和危险地段做出综合评价。对不利地段,应提出避开要求,当无法避开时应采取有效的措施。对危险地段,禁建造甲、乙类的建筑,不应建造丙类的建筑。 3.4.1建筑设计应根据抗震概念设计的要求明确建筑形体的规则性。不规则的建筑应按规定采取加强措施;特别不规则的建筑应进行专门研究和论证,采取特别的加强措施;重不规则的建筑不应采用。 注:形体指建筑平面形状和立面、竖向剖面的变化。 3.5.2结构体系应符合下列各项要求: 1应具有明确的计算简图和合理的地震作用传递途径。 2应避免因部分结构或构件破坏而导致整个结构丧失抗震能力或对重力荷载的承载能力。 3应具备必要的抗震承载力,良好的变形能力和消耗地震能量的能力。 4对可能出现的薄弱部位,应采取措施提高其抗震能力。 3.7.1 非结构构件,包括建筑非结构构件和建筑附属机电设备,自身及其与结构主体的连接,应进行抗震设计。 3.7.4框架结构的围护墙和隔墙,应估计其设置对结构抗震的不利影响,避免不合理设置而导致主体结构的破坏。 3.9.1抗震结构对材料和施工质量的特别要求,应在设计文件上注明。 3.9.2 结构材料性能指标,应符合下列要求: 1 砌体结构材料应符合下列规定: 1)普通砖和多砖的强度等级不应低于MU10,其砌筑砂浆强度等级不应低于M5; 2)混凝土小型空心砌块的强度等级不应低于MU7.5,其砌筑砂浆强度等级不应 低于Mb7.5。 2混凝土结构的材料应符合下列规定: 1) 混凝土的强度等级,框支梁、框支柱及抗震等级为一级的框架梁、柱、节点核 芯区,不应低于C30;构造柱、芯柱、圈梁及其它各类构件不应低于C20; 2) 抗震等级为一级、二级、三级的框架和斜撑构件(含梯段),其纵向受力钢筋采 用普通钢筋时,钢筋的抗拉强度实测值与屈服强度实测值的比值不应小于 1.25;钢筋的屈服强度实测值与屈服强度标准值的比值不应大于1.3,且钢筋 在最大拉力下的总伸长率实测值不应小于9%。 3钢结构的钢材应符合下列规定: 1) 钢材的屈服强度实测值与抗拉强度实测值的比值不应大于0.85; 2) 钢材应有明显的屈服台阶,且伸长率不应小于20%; 3) 钢材应有良好的焊接性和合格的冲击韧性。 3.9.4 在施工中,当需要以强度等级较高的钢筋替代原设计中的纵向受力钢筋时,应按照钢筋受拉承载力设计值相等的原则换算,并应满足最小配筋率要求。

水平地震作用计算

上海市工程建设规范《建筑抗震设计规程》(DGJ08-9-2013)强制性条文 3 抗震设计的基本要求 3.1.1 抗震设防的所有建筑应按现行国家标准《建筑工程抗震设防分类标准》GB 50223 确定其抗震设防类别及其抗震设防标准。 3.3.1选择建筑场地时,应根据工程需要和地震活动情况、工程地质和地震地质的有关资料,对抗震有利、一般、不利和危险地段做出综合评价。对不利地段,应提出避开要求,当无法避开时应采取有效的措施。对危险地段,严禁建造甲、乙类的建筑,不应建造丙类的建筑。 3.4.1建筑设计应根据抗震概念设计的要求明确建筑形体的规则性。不规则的建筑应按规定采取加强措施;特别不规则的建筑应进行专门研究和论证,采取特别的加强措施;严重不规则的建筑不应采用。 注:形体指建筑平面形状和立面、竖向剖面的变化。 3.5.2结构体系应符合下列各项要求: 1应具有明确的计算简图和合理的地震作用传递途径。 2应避免因部分结构或构件破坏而导致整个结构丧失抗震能力或对重力荷载的承载能力。 3应具备必要的抗震承载力,良好的变形能力和消耗地震能量的能力。 4对可能出现的薄弱部位,应采取措施提高其抗震能力。 3.7.1 非结构构件,包括建筑非结构构件和建筑附属机电设备,自身及其与结构主体的连接,应进行抗震设计。 3.7.4框架结构的围护墙和隔墙,应估计其设置对结构抗震的不利影响,避免不合理设置而导致主体结构的破坏。 3.9.1抗震结构对材料和施工质量的特别要求,应在设计文件上注明。 3.9.2 结构材料性能指标,应符合下列要求: 1 砌体结构材料应符合下列规定: 1)普通砖和多孔砖的强度等级不应低于MU10,其砌筑砂浆强度等级不应低于 M5; 2)混凝土小型空心砌块的强度等级不应低于MU7.5,其砌筑砂浆强度等级不应 低于Mb7.5。 2混凝土结构的材料应符合下列规定: 1) 混凝土的强度等级,框支梁、框支柱及抗震等级为一级的框架梁、柱、节点核 芯区,不应低于C30;构造柱、芯柱、圈梁及其它各类构件不应低于C20; 2) 抗震等级为一级、二级、三级的框架和斜撑构件(含梯段),其纵向受力钢筋采 用普通钢筋时,钢筋的抗拉强度实测值与屈服强度实测值的比值不应小于 1.25;钢筋的屈服强度实测值与屈服强度标准值的比值不应大于1.3,且钢筋 在最大拉力下的总伸长率实测值不应小于9%。 3钢结构的钢材应符合下列规定: 1) 钢材的屈服强度实测值与抗拉强度实测值的比值不应大于0.85; 2) 钢材应有明显的屈服台阶,且伸长率不应小于20%; 3) 钢材应有良好的焊接性和合格的冲击韧性。

武汉军山长江大桥非线性地震反应时程分析

龙源期刊网 https://www.doczj.com/doc/849092732.html, 武汉军山长江大桥非线性地震反应时程分析作者:徐凯燕,魏德敏 来源:《湖南大学学报·自然科学版》2010年第05期 摘要:本文以武汉军山长江大桥为例,分析了斜拉桥的动力特性以及在一致激励和非一致激励下的非线性地震反应,并进行了减、隔震研究。结果表明:1)该桥基本周期很长,约为8.881 ,其第一振型为纵飘振型。2)几何非线性对其地震反应影响明显。3)同时考虑三个方向的地震波作用时,非一致激励对主梁和塔抗震设计不利。4)将普通支座更换为铅芯橡胶支座、粘弹性阻尼器,或两种减震装置同时使用时,减震效果明显。从减震效果比较,可以优先采用高阻尼铅芯橡胶支座+粘弹性阻尼器的做法。 关键词:斜拉桥;地震反应;时程分析;一致激励;非一致激励 中图分类号:U441+.3 文献标志码:A Nonlinear Earthquake-Response Time-History Analysis of Wuhan Junshan Yangtze River Bridge Xu-Kaiyan and Wei-Demin Civil and Transportation College of South China University of Technology, Guangzhou, 510640, China Abstract: In this paper, the FEM model of Wuhan Junshan Yangtze River Bridge was established; the dynamic characteristic, nonlinear seismic responses under uniform and non-uniform excitations and seismic control of it were systematic studied. The results show that: 1) the basic cycle of Wuhan Junshan Yangtze River Bridge is about 8.881s, which is very long. Its first mode of vibration is longitudinal floating mode. 2) the geometric nonlinearity has much influence on the response of this kind of bridge. 3) the non-uniform excitations are unfavorable to the design of tower and the main girder when considering the three orthogonal seismic wave input. 4)the replacement of normal bearing by the LRB or VED or LRB+VED is favorable to the seismic control of it, but it is prior to adopt the type ofLRB+VED. Key words: cable-stayed bridge; earthquake-response; time-history analysis; uniform excitation; non-uniform excitation

附录H 单层厂房横向平面排架地震作用效应调整

附录H 单层厂房横向平面排架地震作用效应调整 H.1 基本自振周期的调整 H.1.1 按平面排架计算厂房的横向地震作用时,排架的基本自振周期应考虑纵墙及屋架与柱连接的固结作用,可按下列规定进行调整: 1 由钢筋混凝土屋架或钢屋架与钢筋混凝土柱组成的排架,有纵墙时取周期计算值的80%,无纵墙时取90%; 2 由钢筋混凝土屋架或钢屋架与砖柱组成的排架,取周期计算值的90%; 3 由木屋架、钢木屋架或轻钢屋架与砖柱组成排架,取周期计算值。 H.2 排架柱地震剪力和弯矩的调整系数 H.2.1 钢筋混凝土屋盖的单层钢筋混凝柱厂房,按H.1.1确定基本自振周期且按平面排架计算的排架柱地震剪力和弯矩,当符合下列要求时,可考虑空间工作和扭转影响,并按H.2.3的规定调整: 1 7度和8度; 2 厂房单元屋盖长度与总跨度之比小于8或厂房总跨度大于12m; 3 山墙的厚度不小于240mm,开洞所占的水平截面积不超过总面积50%,并与屋盖系统有良好的连接; 4 柱顶高度不大于15m。 注:1.屋盖长度指山墙到山墙的间距,仅一端有山墙时,应取所考虑排架至山墙的距离; 2.高低跨相差较大的不等高厂房,总跨度可不包括低跨。 H.2.2 钢筋混凝土屋盖和密铺望板瓦木屋盖的单层砖柱厂房,按H.1.1确定基本自振周期且按平面排架计算的排架柱地震剪力和弯矩,当符合下列要求时,可考虑空间工作,并按第H.2.3条的规定调整: 1 7度和8度; 2 两端均有承重山墙 3 山墙或承重(抗震)横墙的厚度不小于240mm,开洞所占的水平截面积不超过总面积50%,并与屋盖系统有良好的连接;

4 山墙或承重(抗震)横墙的长度不宜小于其高度; 5 单元屋盖长度与总跨度之比小于8或厂房总跨度大于12m。 注:屋盖长度指山墙到山墙或承重(抗震)横墙的间距。 H.2.3 排架柱的剪力和弯矩应分别乘以相应的调整系数除高低跨度交接处上柱以外的钢筋混凝土柱其值可按表H.2.3-1采用,两端均有山墙的砖柱,其值可按表H.2.3-2采用。 H.2.4 高低跨交接处的钢筋混凝土柱的支承低跨屋盖牛腿以上各截面,按底部剪力法求得的地震剪力和弯矩应乘以增大系数,其值可按下式采用: 式中η-地震剪力和弯矩的增大系数; ζ-不等高厂房低跨交接处的空间工作影响系数,可按表H.2.4采用; nh-高跨的跨数; n0-计算跨数,仅一侧有低跨时应取总跨数,两侧均有低跨时应取总跨数与高跨跨数之和; GEL-集中于交接处一侧各低跨屋盖标高处的总重力荷载代表值;

5.6荷载效应和地震作用组合的效应

〈〈高层建筑混凝土结构技术规程》 5. 6荷载效应和地震作用组合的效应 5. 6荷载效应和地震作用组合的效应 5.6.1 持久设计状况和短暂设计状况下,当荷载与荷载效应按线形关系考虑时,荷载基本组合的效应设计值应按下式确定: S =Y G&k +Y L Q Y Q&k w Y w S wk ( 5.6.1 ) 式中:S――荷载组合的效应设计值;Y G永久荷载分项系数;Y Q――楼面活荷载分项系数; Y w――风荷载的分项系数;Y L――考虑结构设计使用年限的荷载调整系数,设计使用年限为50年时取1.0,设计使 用年限为100年时取1.1 ;S3k 永久荷载效应标准值;S Qk 楼面活荷载效应标准值; S-――风荷载效应标准值;》Q、》w――分别为楼面活荷载组合值系数和风荷载组合值系数,当永久荷载效应起控制作用时应分别取0.7和0.0 ;当可变荷载效应起控制作用时应分别取 1.0和0.6或0.7和1.0。 注:对书库、档案室、储藏室、通风机房和电梯机房,本条楼面活荷载组合值系数取0.7的场合应取为0.9。 5.6.2 持久设计状况和短暂设计状况下,荷载基本组合的分项系数应按下列规定采用: 1永久荷载的分项系数Y G当其效应对结构承载力不利时,对由可变荷载效应控制的组合应取 1.2,对由永久荷载控 制的组合应取1.35 ;当其效应对结构有利时,应取 1.0 ; 2楼面活荷载的分项系数Y Q:—般情况下应取1.4 ; 3风荷载的分项系数Y w应取1.4。 2位移计算时,本规程公式(5.6.1 )中个分项系数均应取1.0。 5.6.3 地震设计状况下,当作用与作用效应按线形关系考虑时,荷载和短暂作用基本组合的的效应设计值应按下式确定: S d S=Y °&E + Y Eh Shk + Y Ev Svk +书w Y Sk (5.6.3 ) 式中:S――荷载和地震作用组合的效应设计值;S GE――重力荷载代表值的效应; S Ehk――水平地震作用标准值的效应,尚应乘以相应的增大系数、调整系数; S Evk ――竖向地震作用标准值的效应,尚应乘以相应的增大系数、调整系数; Y G――重力荷载分项系数;Y w――风荷载分项系数;Y Eh――水平地震作用分项系数;Y E ------------- 竖向地震作用分项系数; 屮w――风荷载组合值系数,应取0.2。 5.6.4 地震设计状况下,荷载和地震作用基本组合的分项系数应按表 5.6.4 采用。当重力荷载效应对结构的承载力有利时, 表5.6.4 中Y G不应大于1.0。 2 "―"表示组合中不考虑该项荷载或作用效应。 5.6.5 非抗震设计时,应按本规程第5.6.1 条的规定进行荷载组合的效应计算。抗震设计时,应同时按本规程第 5.6.1条 和5.6.3 条的规定进行荷载和地震作用的效应计算;按本规程第 5.6.3 条计算的组合内力设计值,尚应按本规程的有关规定 进行调整。

一维土层非线性地震反应分析的解析递推格式法

https://www.doczj.com/doc/849092732.html,
一维土层非线性地震反应分析的解析递推格式法*
李大华1,2 罗兆辉2
1

凡2
肖志毅2
孙立彬2
天津市地震局(300201)
2
天津城市建设学院(300381)
email: leedahua@https://www.doczj.com/doc/849092732.html,

要:本文引入 “结构动力学数值分析解析递推格式法”求解软土地基地震反应分析问
题,论文研究表明,解析递推格式方法计算精度较高,是无条件稳定的算法,可以解决不等 时间步长问题。 该方法是求解非线性振动问题的通用数值计算方法, 较为适合土层地震反应 分析问题。 论文就一维软土地基非线性地震反应分析问题, 把解析递推格式方法与等效线性 化方法进行了比较,结果表明:① 软弱土层地震反应分析时,两种方法计算结果差别较大; ② 入射波幅值较大时,两种方法计算结果差别较大;③ 对于中等硬度土层、较小入射波幅 值时计算结果相似。 关键词:软土地基,一维土层,非线性地震反应,数值分析,解析递推格式
1.前言
我国是多地震国家 ,近十年来,七级以上的地震频繁发生 。地震造成了严重的建筑 物破坏及人员的伤亡。一般来说,地震烈度Ⅵ度地震时建筑物就有可能发生损坏,Ⅷ度以上 时建筑物可能发生严重的破坏和倒塌 。许多地震震害表明,软土场地的震害比基岩或硬土 场地要严重得多
[4-6] [3] [1] [2]
。现代几次大地震,如 1976 年唐山大地震、美国 1989 年的Loma Prieta
[7]
地震、1994 年的Northridge地震和日本 1995 年的阪神地震都袭击了滨海城市,造成了很大 人员伤亡及建筑损失。人工回填和海湾软土场地震动放大问题也引起了人们普遍关注 。 天津的第四系覆盖土层有几百米厚,地表以下 30 米一般表现为陆相—海相—陆相的完 整沉积旋回,显然天津地基普遍是软土地基。天津处于华北强震活动区,是一个地震频度较 高的地区。天津地区的软土地基,持力能力较差,场地地震动卓越周期较长,未来地震时的 场地地震动对一些高层建筑可能非常不利, 对超高层和大跨度建筑甚至是更危险的。 这就使 得软土地基地震反应分析问题的研究在天津经济建设中尤为重要。 天津市正在兴建地铁, 还 将要兴建大量地下隧道和地下车库, 这些地下建筑物的抗震稳定性问题是城市建设中急需解 决的问题之一,也是天津城市建设中面临又一主要地震工程问题 。 但是目前地震这种突发式自然灾害还没有一种很有效的方法对其进行预报和预警, 人们 能够做的更多的是以“预防为主”来防震减灾。防震减灾的一个有效措施就是对建筑结构进 行动力分析和抗震设计,这时,必须首先确定合理的设计地震动。设计地震动是指在抗震结
* 天津市建委科技项目资助。
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承载力抗震调整系数的正确应用

承载力抗震调整系数得正确应用 一、有关规范对承载力抗震调整系数γ RE 得规定 旧《建筑抗震设计规范》(QBJ 11—89)中第4.4.2条以及新《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2001)中第5.4.2条中规定,结构构件得截面抗震验算应采用表达式S≤R /γ RE ,式中:S为地震作用效应与其她荷载作用效应得基本组合,R为结构构件得承载力设计值。 《混凝土结构设计规范》(QBJ 10—89)第8.1.3条、《钢筋混凝土高层建筑结构与施工规程》(GBJ 13—91)第5.5.1条进一步对钢筋混凝土结构具体规定为:考虑地 震作用组合得钢筋混凝土结构构件,其截面承载力应除以承载力抗震调整系数γ RE 。而偏心受压、受拉构件得正截面承载力在抗震与非抗震两种情况下取值相同。 二、在γ RE 使用中得常见错误 应该说,上述规范得规定已经明确规定了γ RE 得用法,即对非抗震得截面承载力, 通过引入γ RE ,对截面承载力加以提高,用作抗震设计时得截面承载力。然而,在实际 应用中,却常因为对γ RE 得理解不完全或不够重视,出现这样或那样得错误。最典型得一个例子就是《一级注册结构工程师专业考试应试题解》中第5页得[题1—2抗震偏 压柱得配筋计算]中与γ RE ,应用有关得内容有: (1)根据柱轴压比为0.12确定偏压柱γ RE 为0.75。 (2)利用γ RE 对柱内力进行调整:M=γ RE M 1 ,N=γ RE N 1 ,其中M 1 ,N 1 为有地震作用组合得 最不利内力设计值。 (3)求偏心距增大系数时,截面曲率得修正系数为ξ1=0.5fcA/N。 错误就出在第(3)步中ξ1=0.5fcA/N。此处N取为经过γ RE 调整后得轴向力

水平成层场地地震反应非线性分析

收稿日期:2004-02-03; 修订日期:2004-03-05 基金项目:中国地震局 十五 科研项目 作者简介:金星(1960-),男,研究员,博士,主要从事工程地震方面研究. 文章编号:1000-1301(2004)03-0038-06 水平成层场地地震反应非线性分析 金 星1,2,3,孔 戈1,丁海平1 (1.中国地震局工程力学研究所,黑龙江哈尔滨150080;2.南京工业大学岩土工程研究所,江苏南京210009; 3.黑龙江省地震局,黑龙江哈尔滨150090) 摘要:本文首先推导了李小军积分格式(中心差分与Newmark 平均加速度法相结合)的增量形式,并据此离散动力平衡方程,同时,采用Pyke 提出的土动力本构模型以及多次透射人工边界条件,提出了一种水平成层场地地震反应非线性分析的显式有限元方法,并据此编制了计算机程序。数值实验表明,这种方法能较好地模拟土层在强地震作用下的非线性特性。关键词:场地地震反应;多次透射边界;非线性;显式有限元方法中图分类号:P315.916 文献标识码:A Nonlinear seismic response analysis of horizontal layered site Jin Xin 1,2,3,Kong Ge 1,Ding Haiping 1 (1.Ins titute of Engi neering Mechanics,China Earthquake Administration,Harbin 150080,China; 2.Institute of Geotechnical Engi neering,Nanjing Universi ty of Technol ogy,Nanjing 210009,Chi na;3.Earthquake Adminis tration of Heilongjiang Province,Harbi n 150090,Chi na) Abstract:Based on the e xplicit iterative formula presented by Li Xiaojun,an incre menta -l iterative scheme is put for ward to discretize the dyna mic https://www.doczj.com/doc/849092732.html,bining the dynamic nonlinear constitutive model of soil presented by Pyke and the mult-i transmitting artificial boundary condition,a new approach is proposed to predict the nonlinear seismic response of horizontal layered soil site and a computer program is worked out with the help of the same ideas.As demonstrated by nu -merical e xamples,this approach can significantly improve the simulation of the nonlinear characteristics of soil site under strong ground motions. Key words:site seismic response;mult-i transmitting boundary;nonlinear;explicit finite element mothed 引言 强震观测数据的谱分析表明,强震作用下土层地震反应谱比曲线的峰值点向低频移动,同时谱比曲线的幅值下降 [1~3] 。国内外学者把这一现象归因于场地土的非线性特性的影响。因此,合理地模拟土层的非线 性特性是正确估计场地地震反应的基础。 目前,等效线性化方法仍是场地地震反应分析的主要方法之一,该方法是在总体动力学效应大致相当的意义上,用一个等效的剪切模量和等效阻尼比替换所有不同应变幅度下的剪切模量和阻尼比,将非线性问题转化为线性问题,在频域中进行分析。在小震情况下,这种方法能够较好地模拟实际情况,但在大震情况下,计算结果与实际记录有很大偏差,不能反映土体非线性对地震反应的真实影响。 为了正确模拟土层非线性特性,必须建立合理的土动力本构模型,并在时域中进行分析。对于水平成层 第24卷第3期2004年6月 地 震 工 程 与 工 程 振 动 EARTHQUAKE ENGINEERING AND ENGINEERING VIBRATION Vol.24,No.3Jun.2004

地下结构抗震研究现状及其展望

地下结构抗震理论的研究现状及展望 摘要:地下工程的大规模兴起和地震的频发,使得地震对地下工程影响的研究在近几十年得到了很大的发展。无论就世界范围,还是我国的具体情况,该问题的研究都具有十分重要的现实意义。地下结构的震动特性与地面结构有很大差别,地下结构受到周围岩土介质很强的约束作用,在地震作用下自震特性表现的不很明显本文简要总结地下结构抗震的研究现状,并针对现阶段的研究进展进行合理展望。 关键词:地下工程;地震;抗震 研究现状: 地下结构在城市建设、交通运输、能源开发和国防工程等方面获得广泛应用。随着工农业生产的发展和城市化程度的提高,地下结构的重要性日益明显。目前,在世界范围内地下空间开发利用的热潮方兴未艾。我国大部分地区为地震设防区,随着地下结构建设规模的扩大,地下结构的抗震安全对于人民生命财产的保障以及城市生活的正常运行有着极为重要的意义。 在地震作用下,地下结构与地面结构的振动特性有很大的不同。二者作对比如下:(1)地下结构的振动变形受周围地基土壤的约束作用显著,结构的动力反应一般不明显表现出自振特性的影响。地面结构的动力反应则明显表现出自振特 性,特别是低阶模态的影响。 (2)地下结构的存在对周围地基地震动的影响一般很小(指地下结构的尺寸相对于地震波长的比例较小的情况),而地面结构的存在则对该处自由场的地震 动发生较大的扰动。 (3)地下结构的振动形态受地震波入射方向变化的影响很大。地震波的入射方向发生不大的变化,地下结构各点的变形和应力可以发生较大的变化。地面结 构的振动形态受地震波入射方向的影响相对较小。 (4)地下结构在振动中各点的相位差别十分明显。地面结构在振动中各点的相位差别不是十分明显。 (5)一般而言,地下结构在振动中的主要应变与地震加速度大小的联系不很明显,但与周围岩土介质在地震作用下的应变或变形的关系密切。对地面结构 来说,地震加速度则是影响结构动力反应大小的一个重要因素。 (6)地下结构的地震反应随埋深发生的变化不很明显。对地面结构来说,埋深是

钢筋混凝土高层建筑结构非线性地震反应分析

钢筋混凝土高层建筑结构非线性地震反应分析 发表时间:2018-10-08T15:17:52.453Z 来源:《新材料.新装饰》2018年4月下作者:董丽凤覃水强 [导读] 钢筋混凝土平面房屋结构非线性分析的研究已有七十多年的历史,早期的各种研究结果都对应着特定的内力与变形状态,很少有人讨论结构在各种复杂荷载作用下的非线性全过程分析。 (华北理工大学建筑工程学院,河北唐山 063210) 摘要:钢筋混凝土平面房屋结构非线性分析的研究已有七十多年的历史,早期的各种研究结果都对应着特定的内力与变形状态,很少有人讨论结构在各种复杂荷载作用下的非线性全过程分析。六十年代,计算机及有限元理论的发展,使钢筋混凝土房屋结构的非线性分析研究进入了一个新的时期。以Clough为代表的力学工作者也开始研究在地震作用下的非线性计算理论。经过近三十年来众多学者的并指出其存在的问题。 关键词:高层结构;非线性;地震反应 一、结构抗震理论的发展 近100年来,经过各个国家的学者共同努力,在结构抗震理论的研究方面取得了重大的发展。结构抗震理论的发展可以划分为三个发展阶段:静力理论、反应谱理论和动力理论。 (一)静力理论 水平静力抗震理论最先提出于意大利,日本对它进一步发展,20世纪90年代日本学者大森房吉提出震度法的概念。这个理论认为:结构建筑物所受到的地震作用,可以简单的化为作用于结构的等效水平静力F,其大小等于结构重力荷载G乘以地震系数k,即: (二)反应谱理论 反应谱是指单质点体系在给定地震加速度作用下的最大反应随自振周期变化的曲线,它同时是阻尼的函数。不同的地震记录、不同的场地特性及震中距的远近对曲线都有影响。建筑抗震设计规范[1](GB50011-2001)所规定的地震影响系数α曲线如图1所示。 图中: 1)直线上升段,周期小于0.1s的区段;2)水平段,自0.1s至特征周期区段,应取最大值(maxα);3)曲线下降段,自特征周期至5倍特征周期区段,衰减指数应取0.9;4)直线下降段,自5倍特征周期至6s区段,下降斜率调整系数应取0.02;5)α为地震影响系数;6)maxα为地震影响系数最大值;7)gT为特征周期;8)T为结构自振周期;9)1η为直线下降段的下降斜率调整系数;10)2η为阻尼调整系数;11)γ为衰减指数。 (三)动力理论 动力理论是直接通过动力方程求解地震反应,起源于20世纪60年代计算机技术的普及应用。由于地震波为复杂的随机振动,对于多自由度体系振动不可能直接得出解析解,只可采用逐步积分法,而这种方法计算工作量大,只有在计算机应用发展的前提下才能实现。通过直接动力分析可得到结构响应随时间的变化关系,因而该方法又称为时程分析法。多自由度体系地震反应方程为:

5.6荷载效应和地震作用组合的效应

《高层建筑混凝土结构技术规程》5.6荷载效应和地震作用组合的效应 5.6荷载效应和地震作用组合的效应 5.6.1持久设计状况和短暂设计状况下,当荷载与荷载效应按线形关系考虑时,荷载基本组合的效应设计值应按下式确定: S d=γG S Gk+γLψQγQ S Qk+ψwγw S wk(5.6.1) 式中:S d——荷载组合的效应设计值;γG——永久荷载分项系数;γQ——楼面活荷载分项系数; γw——风荷载的分项系数;γL——考虑结构设计使用年限的荷载调整系数,设计使用年限为 50 年时取 1.0,设计使用年限为 100 年时取 1.1;S Gk——永久荷载效应标准值;S Qk——楼面活荷载效应标准值; S wk——风荷载效应标准值;ψQ、ψw——分别为楼面活荷载组合值系数和风荷载组合值系数,当永久荷载效应起控制作用时应分别取 0.7 和 0.0;当可变荷载效应起控制作用时应分别取 1.0 和 0.6 或 0.7 和 1.0。 注:对书库、档案室、储藏室、通风机房和电梯机房,本条楼面活荷载组合值系数取 0.7 的场合应取为 0.9。 5.6.2持久设计状况和短暂设计状况下,荷载基本组合的分项系数应按下列规定采用: 1永久荷载的分项系数γG:当其效应对结构承载力不利时,对由可变荷载效应控制的组合应取 1.2,对由永久荷载控制的组合应取 1.35;当其效应对结构有利时,应取 1.0; 2楼面活荷载的分项系数γQ:一般情况下应取 1.4; 3风荷载的分项系数γw应取 1.4。 2位移计算时,本规程公式(5.6.1)中个分项系数均应取 1.0。 5.6.3地震设计状况下,当作用与作用效应按线形关系考虑时,荷载和短暂作用基本组合的的效应设计值应按下式确定: S d S=γG S GE+γEh S Ehk+γEv S Evk+ψwγw S wk(5.6.3) 式中:S d——荷载和地震作用组合的效应设计值;S GE——重力荷载代表值的效应; S Ehk——水平地震作用标准值的效应,尚应乘以相应的增大系数、调整系数; S Evk——竖向地震作用标准值的效应,尚应乘以相应的增大系数、调整系数; γG——重力荷载分项系数;γw——风荷载分项系数;γEh——水平地震作用分项系数;γEv——竖向地震作用分项系数;ψw——风荷载组合值系数,应取 0.2。 5.6.4地震设计状况下,荷载和地震作用基本组合的分项系数应按表 5.6.4 采用。当重力荷载效应对结构的承载力有利时,表 5.6.4 中γG不应大于 1.0。 表 5.6.4A级高度钢筋混凝土高层建筑的最大适用高度(m) 注:1g 为重力加速度; 2"—"表示组合中不考虑该项荷载或作用效应。 5.6.5非抗震设计时,应按本规程第 5.6.1 条的规定进行荷载组合的效应计算。抗震设计时,应同时按本规程第 5.6.1 条和 5.6.3 条的规定进行荷载和地震作用的效应计算;按本规程第 5.6.3 条计算的组合内力设计值,尚应按本规程的有关规定进行调整。 1 / 1

荷载及荷载效应组合和地震作用

荷载及荷载效应组合和地震作用 乙、荷载及荷载效应组合和地震作用 2荷载及荷载效应组合和地震作用 2.1楼、屋面荷载取值 2.1.1高层建筑和公共建筑的走廊、门厅、楼梯楼面均布活荷载标准值取2.5kN/m2,不符合《荷载规范》第4.1.l条和表4.l.l项11(3)的要求。 改进措施:《荷载规范》GB 50009局部修订第4.1.l条表4.1.1项次11(3)中规定:其他民用建筑及当人流可能密集时,其走廊、楼梯,门厅楼面均布活荷载取3.5kN/m2。因此对高层建筑和公共建筑的走廊、门厅、楼梯的楼面均布活荷载标准值取 2.5kN/m2不正确,应取3.5kN/m2。 2.1.2在楼板设计时漏算固定隔墙自重产生的荷载效应。 改进措施:《荷载规范》GB 50009第4.1.1条表4.1.l的注5规定,对固定隔墙的自重应按恒荷载考虑。因此在楼板设计时必须考虑固定隔墙自重产生的荷载效应,否则该设计属不正确。 2.1.3设计框架结构的楼板时,未考虑可灵活自由布置的非固定隔墙荷载。 改进措施:框架结构的优点是便于根据房间的不同用途进行分隔,设置灵活自由非固定的隔墙,因而在设计楼板时,应考虑房屋在使用过程中设置这类隔墙的可能性。为此应按《荷载规范》GB 50009第4.1.1条表4.1.1的注5规定,对这类隔墙应取每延米墙重(kN/m)的1/3作为楼面活荷载标准值的附加值(kN/m2)计入楼面设计荷载内,并将此附加值在结构设计说明书中注明,以便今后使用。 未考虑这类隔墙荷载将降低该房屋适应变更房间分隔的能力。 2.1.4屋面板设计时对保温层或找坡层荷载取值偏小。 改进措施:对保温层或找坡层荷载取值偏小情况,经常发生在设计人员疏忽大意或校审人员校审不严时,因而应加强设计管理工作,增强设计人员和校审人员的工作责任心,防止此类问题发生。 2.1.5高层建筑、裙房以外的首层地下室顶板的设计荷载取值偏小;例如: (1)位于汽车通道下方的板未考虑消防车荷载; (2)未考虑施工过程中由于材料堆放等引起的施工荷载。 改进措施:汽车通道下方的首层地下室顶板应考虑消防车荷载,否则可能会造成不安全。顶板设计时应根据工程的实际情况确定顶板由于消防车产生的荷载。当消防车直接行驶于顶板上时,可直接按《荷载规范》GB 50009表4.1.1第8项的规定取值;当顶板上填有覆土或其他充填物时,应按消防车轮压处于最不利位置并考虑其在土中或充填物内的扩散分布,进行分析计算后确定消防车荷载。 地下室顶板设计时应考虑在施工过程中由于材料堆放等原因引起的施工荷载,此施工荷载应在结构设计说明中注明,以便施工单位控制此荷载,避免发生超载。 2.1.6现浇钢筋混凝土楼板为双向板,其上置放有局部活荷载(非中心位置处),在设计时其活荷载未按等效均布活荷载确定方法进行计算。 改进措施:一般情况(采用有限元方法分析者除外),在设计现浇钢筋混凝土双向板时,作用在板上的楼面局部荷载应进行等效均布荷载的换算。换算时,可按单跨四边简支双向板,使局部荷载产生的板的绝对最大弯矩与满布均布荷载产生的板中心处最大弯矩相等的条件而求得,此满布的均布荷载值即为所换算的等效均布荷载值。由于双向板可求得两个等效均布荷载值,设计时应取其中的较大值。 注:当局部均布荷载位于板中心时(即当a=b,c=d时),即可求得该双向板局部均布荷载最不利布置(板中心处)时换算的等效均布荷载值。其可根据建筑结构静力计算手册查表计算确定。

新抗震规范——地震作用和结构抗震验算

5 地震作用和结构抗震验算 5.1 一般规定 5.1.1各类建筑结构的地震作用,应符合下列规定: 1一般情况下,应至少在建筑结构的两个主轴方向分别计算水平地震作用,各方向的水平地震作用应由该方向抗侧力构件承担。 2有斜交抗侧力构件的结构,当相交角度大于15°时,应分别计算各抗侧力构件方向的水平地震作用。 3质量和刚度分布明显不对称的结构,应计入双向水平地震作用下的扭转影响;其它情况,应允许采用调整地震作用效应的方法计入扭转影响。 48、9度时的大跨度和长悬臂结构及9度时的高层建筑,应计算竖向地震作用 5平面投影尺度很大的空间结构,应视结构形式和支承条件,分别按单点一致、多点、多向或多向多点输入计算地震作用。 注:8、9度时采用隔震设计的建筑结构,应按有关规定计算竖向地震作用。 【说明】本次修订,拟明确大跨空间结构地震作用的计算要求。 1、平面投影尺度很大的空间结构指,跨度大于120m、或长度大于300m、或悬臂大于40m的结构。 2、关于结构形式和支承条件 (1)周边支承空间结构,如:网架、单、双层网壳、索穹顶、弦支穹顶屋盖和下部圈梁-框架结构,当下部支承结构为一个整体、且与上部空间结构侧向刚度比大于等于2时,应允许采用三向(水平 两向加竖向)单点一致输入计算地震作用;当下部支承结构由结构缝分开、且每个独立的支承结 构单元与上部空间结构侧向刚度比小于2时,应采用三向多点输入计算地震作用; (2)两线边支承空间结构,如:拱,拱桁架;门式刚架,门式桁架;圆柱面网壳等结构,当支承于独立基础时,应采用三向多点输入计算地震作用。 (3)长悬臂空间结构,应视其支承结构特点,采用多向单点一致输入、或多向多点输入计算地震作用。 3、关于单点一致输入 仅对基础底部输入一致的加速度反应谱或加速度时程进行结构计算。 4、关于多向输入 沿空间结构基础底部,三向同时输入,其地震动参数(加速度峰值或反应谱峰值)比例取:水平主向: 水平次向:竖向= 1.00:0.85:0.65。 5、关于多点输入 考虑地震行波效应和局部场地效应,对各独立基础或支承结构输入不同的设计反应谱或加速度时程进行计算,估计可能造成的扭转效应。多点输入的简化计算方法参见本规范第5.1.2条第5款规定。 6、关于多向多点输入 同时考虑多向和多点输入进行计算。 7、关于行波效应 研究证明,地震传播过程的行波效应、相干效应和局部场地效应对于大跨空间结构的地震效应有不同程 度的影响,其中,以行波效应和场地效应的影响较为显著,一般情况下,可不考虑相干效应。对于周边支承空 间结构,行波效应影响表现在对大跨屋盖系统和下部支承结构;对于两线边支承空间结构,行波效应通过支座 影响到上部结构。 行波效应将使不同点支承结构或支座处的加速度峰值不同,相位也不同,从而使不同点的设计反应谱或 加速度时程不同,计算分析应考虑这些差异。由于地震动是一种随机过程,多点输入时,应考虑最不利的组合 情况。行波效应与潜在震源、传播路径、场地的地震地质特性有关,当需要进行多点输入计算分析时,应对此 作专门研究。 8、关于局部场地效应

地震作用计算

地震作用计算 一、确定计算前提: 烈度:甲类建筑按安评报告且应高于本地设防烈度,乙、丙类按本地设防烈度。(高层适用)方向:两个主轴方向+斜交抗侧力构件方向(斜交角度大于15度) 双向地震:质量刚度明显不对称 (1)从平面形状上判别:平面为L 形,T形等属于平面不规则的结构为明显不对称的结构,位移比无论为何值,均应考虑双向地震作用 (2)位移比大于1.2(或1.3,尚无定论)的结构属平面不规则中的扭转不规则,无论平面形状对称与否,均应考虑双向地震作用。 (3)从竖向形状上判别:大地盘结构为明显的质量及刚度竖向不对称应考虑双向地震作用(4)竖向质量和刚度明显不对称的结构,如上下刚度差别较大,或上下的质量差别较大的结构应考虑双向地震作用。 竖向地震:7度半(高层)、8度、9度的大跨度和长悬臂结构,9度时的高层考虑。 8、9度时的隔震结构 偶然偏心:(高层、单向地震考虑,多层不考虑,双向地震不考虑)

二、选择计算方法: 底部剪力法、振型分解反应谱发、时程分析法。 三、计算重力荷载代表值: 采用半层集中法,屋面活荷载和软钩吊车荷载不计入,书库、档案馆等活载组合系数取0.8 楼顶计算: 楼板+下半层墙体重力+活荷载×0+雪荷载×0.5+积灰荷载×0.5 每层计算:楼板+上下半墙重量+等效均布活载×0.5(书库、档案活载×0.8)+实际情况的楼活载×1.0 四、计算水平地震作用效应: 地震效应Fi计算 楼层剪力计算 考虑扭转耦联作用边榀构件地震效应放大(采用扭转耦联振型分解法的除外)考虑地基与结构相互作用地震效应折减 薄弱层放大系数1.25 剪重比调整 0.2V0调整(框剪)筒体结构调整。 框支柱调整(部分框支剪力墙) 地震作用标准值 五、计算竖向地震作用效应:

楼板刚_弹性计算假定对梁式转换高层建筑地震作用效应的影响_荣维生

第35卷第11期建 筑 结 构2005年11月楼板刚、弹性计算假定对梁式转换高层 建筑地震作用效应的影响 荣维生 王亚勇 (中国建筑科学研究院工程抗震研究所 北京100013) [提要] 论述了楼板刚弹性计算假定对梁式转换结构地震反应的影响。提出楼层地震剪力在抗侧力构件中的分配除按楼盖的刚性、柔性和弹性三种情况考虑以外,还存在另一种分配方式,即转换层上邻近楼层框支剪力墙分配的地震剪力受转换层下部结构落地剪力墙设置的间距和楼板面内变形的影响。建议进行复杂高层建筑结构内力与位移计算时,楼板宜按弹性考虑。 [关键词] 楼板计算模型 刚性 弹性 抗侧力构件 地震剪力分配 框支剪力墙 楼板面内变形 E ffects of Floor Rigid or Flexible H ypotheses on Seismic R esponse of T all Building with T ransferring B eams/Rong Weisheng,Wang Y ayong(China Academy of Building Research,Beijing100013,China) Abstract:The effect on seismic responses of structure with transfer beams is discussed when horizontal diaphragms are assumed to be rigid or flexible.Except that the story shear forces of earthquake are assigned among the vertical lateral force2resisting members with the three types of rigidity,flexibility,and elasticity of the floor,the other kind of as2 signment is introduced that translated shear walls in adjacent stories above the transfer story receiving shear forces is impacted by spaces of shear walls below the transfer story and in2plane diaphragm deformations.Therefore,the advice that a flexible diaphragm model should be adopted in calculating internal forces and displacements of complex tall building structure is presented. K eyw ords:rigid;flexible;diaphragm models;lateral force2resisting members;assignments of earthquake shear forces;translated shear wall;in2plane diaphragm deformation 1 问题的提出 对带转换层的高层建筑的结构计算分析往往采用常规的计算方法,在结构计算模型中假定楼板在其自身平面内为无限刚性。这种假定在竖向抗侧力构件不连续的情况下,计算结果可能不符合结构构件的实际受力状况,特别是在结构地震作用效应分析中[1,2]。 文[3]中采用了与文[1],[2]相似的算例,只将梁式转换结构改为板式转换结构,而计算的结果则刚好相反:转换层上部几层框支剪力墙分配的剪力不仅没有增加,反而出现一定程度的减小。在梁式和板式两种转换结构没有实质性改变的情况下,出现了两种不同的计算结果。在排除了人为、计算程序错误外,首先应分析框支剪力墙分配剪力增大的原因。框支剪力墙下端与框支柱相连,框支柱侧向刚度小,变形较容易,这样与框支柱相连的框支剪力墙也应容易变形。而框支剪力墙之所以分配较多的剪力,是由于受到较强的约束,不容易变形。在梁截面不变时,产生这种变化的原因只能是楼板的计算假定。 为了验证此判断的正确性,选取一个梁式转换结构的算例,其结构平面布置如图1所示。 计算模型结 图1 计算模型结构布置   构总高度9616m,转换层以下为框支剪力墙结构,层高415m,转换层上部为剪力墙结构,层高310m;转换层设置在层3。计算模型两个主轴方向转换层上、下结构等效侧向刚度比分别为γex=1158,γey=1110。 在计算模型中,对结构楼板采用不同的有限元假定,得到三种计算模型。其具体计算模型:L d为假定结构各层楼板均为刚性膜,即每层楼板在平面内无限刚;L etr为假定结构转换层顶板为弹性板,其他各层楼板均为刚性膜;L e为假定结构各层楼板均为弹性板。转换层楼板厚为200mm,其他各层楼板厚均为 91

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