隔震结构与减震结构与传统结构抗震设计(完全版)课件.ppt
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1、隔震结构与减震结构与传统结构抗震设计 隔震案例 减震案例 隔震结构与减震结构的特点及与传统结构抗震设计的区别 隔震结构的案例隔震结构的案例 10.6 隔震结构工程设计实例隔震结构工程设计实例 10.6.1工程概况工程概况 某中学教学楼,地上5层,每层高度皆为3.6m,总高18m,隔震支座设置于基础顶部。上部结构为全现浇钢筋混凝土框架结构,楼盖为普通梁板体系,基础采用肋梁式筏板基础。丙类建筑,设防烈度8度,设计基本加速度0.15g,场地类别类,地震分组第一组,不考虑近场影响。根据现行中小学建筑设计规范、混凝土结构设计规范、建筑结构荷载规范、建筑抗震设计规范相关规定对上部结构进行设计,其结构柱网布
2、置如图10.9所示,各层的重量及侧移刚度如表10.3所示。图10.9 框架平面柱网布置图表10.3 上部结构重量及侧移刚度层号重力荷载代表值(KN)侧移刚度(KN/mm)16095.7867826095.7859736095.7859745897.8659755600.4559710.6.2 初步设计初步设计1.是否采用隔震方案是否采用隔震方案(1)不隔震时,该建筑物的基本周期为0.45s,小于1.0s。(2)该建筑物总高度为18m,层数5层,符合建筑抗震设计规范的有关规定。(3)建筑场地为类场地,无液化。(4)风荷载和其他非地震作用的水平荷载未超过结构总重力的10%。以上几条均满足规范中关于
3、建筑物采用隔震方案的规定。2.确定隔震层的位置确定隔震层的位置 隔震层设在基础顶部,橡胶隔震支座设置在受力较大的位置,其规格、数量和分布根据竖向承载力、侧向刚度和阻尼的要求通过计算确定。隔震层在罕遇地震下应保持稳定,不宜出现不可恢复的变形。隔震层橡胶支座在罕遇地震作用下,不宜出现拉应力。3.隔震层上部重力设计隔震层上部重力设计 上部总重力为如表10.3所示。10.6.3 隔震支座的选型和布置隔震支座的选型和布置 确定目标水平向减震系数为0.50,进行上部结构的设计,并计算出每个支座上的轴向力。根据抗震规范相应要求,丙类建筑隔震支座平均应力限制不应大于15MPa,由此确定每个支座的直径(隔震装置
4、平面布置图如图10.10所示,即各柱底部分别安置橡胶支座)。图10.10 隔震支座布置图GFvevkkNN25.536083.15.0(2.1竖向地震作用活载)恒载kNN39.1546中kNN02.1134边1.1.确定轴向力确定轴向力竖向地震作用 柱底轴力设计值 中柱柱底轴力 边柱柱底轴力 2.2.确定隔震支座类型及数目确定隔震支座类型及数目中柱支座:GZY400型,竖向承载力1884KN,共22个。边柱支座:GZY400型,竖向承载力1884KN,共22个。其支座型号及参数如表10.4。mmkNKKjh/048.9244092.2292.0048.92292.0092.244hjjegKK
5、10.6.4 10.6.4 水平向减震系数水平向减震系数的计算的计算多遇地震时,采用隔震支座剪切变形为50%的水平刚度和等效粘滞阻尼比。由式(10.2)由式(10.3)。sTSgKGTgh0.24.05527.12157.07.106.005.012egeg78.055.005.09.0egeg5.037.0)/()/(29.0012ggTTTT由式(10.1)。由式(10.6)即水平向减震系数满足预期效果。10.6.5 10.6.5 上部结构计算上部结构计算1.1.水平地震作用标准值水平地震作用标准值216.024.00.145.040.09.0max210TTgkNGFeqek4.2023
6、8.25317216.037.00非隔震结构水平地震影响系数 由式(10.8)kNGi/iGekFiFiViV计算层间剪力标准值,其结果见表10.5。表10.5 上部结构层间剪力标准值层数/kN/kN/kN/kN55600.4529785.652023.40380.45380.4545897.86400.65781.1036095.78414.101195.2026095.78414.101609.3016095.78414.102023.403.3.上部结构层间位移角上部结构层间位移角表10.6 上部结构层间位移角层数/KN侧移刚度(KN/mm)层间位移(mm)层高(mm)层间位移角限值53
7、80.455970.6436001/56501/5504781.105971.3136001/275231195.205972.0036001/179921609.305972.7036001/133612023.405973.0036001/1207由表10.6可知,上部结构满足抗震设计要求。eesTg4.0mmkNKKjh/504.5344216.1131.0504.53131.0216.144hjjegKKsgKGTh66.12171.0131.07.106.0131.005.017.106.005.012egeg 10.6.6 10.6.6 隔震层水平位移验算隔震层水平位移验算罕遇地震
8、时,采用隔震支座剪切变形不小于250%时的剪切刚度和等效粘滞阻尼比。1.1.计算隔震层偏心距计算隔震层偏心距本结构和隔震装置对称布置,偏心距=0。2.2.隔震层质心处的水平位移计算隔震层质心处的水平位移计算 根据场地条件,特征周期为。由式(10.2)由式(10.3)由式(10.1)83.0131.055.0131.005.09.055.005.09.0egeg20.1max261.020.171.066.14.0)(83.0max211TTgeqmmmKGuheqsc179179.0)(115.1immmmuucii85.20517915.1 mmui220mmummuii22085.205k
9、NGVsc49.9601)(1设防烈度8度(0.15g)罕遇地震下。由式(10.12)3.3.水平位移验算(验算最不利支座)水平位移验算(验算最不利支座)本工程隔震层无偏心,对边支座。由式(10.11)验算支座GZY400 故支座变形满足要求。10.6.7 10.6.7 隔震层下部计算隔震层下部计算各隔震支座的剪力按水平刚度分配。隔震层在罕遇地震作用下的水平剪力计算为,隔震层的总刚度为53504KN/m。每个GZY400隔震支座受到水平剪力为218.22KN。上部结构隔震层2/sm2/sm2/sm10.6.8 10.6.8 隔震结构时程分析验算隔震结构时程分析验算1 1分析模型分析模型图10.
10、11 隔震结构时程分析模型2 2输入地震波输入地震波本工程8度(0.15g)设防,时程分析所用地震加速度时程曲线的最大值取为:多遇地震1.10罕遇地震5.10输入地震波如表10.7:表10.7时程分析地震波参数最大加速度地震波相位特性时间间隔(s)时长(s)峰值时刻(s)ART EL CENTROEL CENTRO 1940 NS0.0182419.02.22ART HACHINOHEHACHINOHE 1969 EW0.01163.84392.6217.3ART KOBEJMA KOBE 1995 NS0.01163.83945.56)(kN)/(2sm)/(smmm2/1.1sm3 3 时
11、程分析结果时程分析结果采用时程分析程序进行结构在多遇地震下结构隔震与非隔震的时程分析,以及在罕遇地震下隔震结构的位移反应时程分析。多遇地震下时程分析计算结果如表10.8:表10.8 多遇地震时程分析的主要计算结果层间剪力加速度速度位移项目波形非隔震结构隔震结构1层2层3层4层5层隔震层1层2层3层4层5层EL333430362912221912171403.21191.7998.1805.1568.8290.1HA458341733345239712681834.61471.81153.2902.6621.0321.5KO443637202835230613241775.61587.21385
12、.91138.5808.3414.2EL1.211.872.132.412.581.121.101.131.211.271.31HA1.131.721.971.992.421.411.521.571.561.531.50KO1.342.152.462.272.231.311.381.451.531.551.60EL0.060.100.140.180.200.120.130.140.150.160.16HA0.060.120.170.200.220.150.160.190.200.220.23KO0.060.130.170.200.230.140.160.170.180.190.20EL4.92
13、9.8513.6917.2319.1323.7826.5229.0831.0232.3032.92HA6.7613.7519.2422.9824.8131.0934.4837.4439.5140.7841.36KO6.5412.7717.1219.8021.3030.0933.6937.2340.0942.1043.15注:加速度时程曲线最大值。)(kN)(kN通过结构隔震与非隔震两种情况下各层最大层间剪力的分析对比确定隔震结构的水平向减震系数,计算结果见表10.9:表10.9 水平向减震系数计算隔震剪力非隔震剪力层次波形剪力比值平均值最大值5EL290.11217.00.2380.2680.
14、345HA321.51268.00.254KO414.21324.00.3134EL568.82219.00.2560.289HA621.02397.00.259KO808.32306.00.3503EL805.12912.00.2760.316HA902.63345.00.270KO1138.52835.00.4022EL998.13036.00.3290.323HA1153.24173.00.276KO1385.93720.00.3731EL1191.73334.00.3570.345HA1471.84583.00.321KO1587.24436.00.358由表10.8可知,结构在隔震与
15、非隔震两种情况下各层最大层间剪力比值为0.345。因本工程水平向减震系数设计为0.5。按本章节表10.2规定,水平向减震系数为0.5时,层间剪力最大比值为0.35。而表10.8中,其值0.345未超过层间剪力比限值,因而认为该隔震结构满足水平向减震系数要求。隔震后上部结构层间角位移见下表10.10:表10.10 隔震后上部结构层间位移角层次波形层间位移(mm)层高(mm)层间角位移限值5EL32.9236001/58071/550HA41.3636001/6207KO43.1536001/34294EL32.3036001/2813HA40.7836001/2835KO42.1036001/1
16、7923EL31.0236001/1856HA39.5136001/1740KO40.0936001/12592EL29.0836001/1407HA37.4436001/1217KO37.2336001/10171EL26.5236001/1314HA34.4836001/1062KO33.6936001/1000mm2/1.5smmmmm220190mm12罕遇地震下隔震结构的层间位移计算结果见表10.11:表10.11 罕遇地震下最大水平位移(单位:)输入波形隔震层1层2层3层4层5层ART EL CENTRO192205217225231234ART HACHINOHE17518619
17、7205210212ART KOBE204218230239245248平均190203215223229231注:加速度时程曲线最大值。由表10.11中数据可知隔震层在罕遇地震作用下最大水平位移为,满足最大位移限值要求。钢筋混凝土框架结构在罕遇地震作用下层间位移角限值为1/50,而本工程采用隔震结构,弹塑性位移角限值取规定值的1/2,即1/100。由表1.11的计算可知本工程最大位层间移为,位移角为12/3600=1/300,满足要求。各地震波时程分析得到的层间最大位移图如下:图10.12为ART EL CENTRO波时程分析位移最大值。图10.13为ART HACHINOHE波时程分析位移
18、最大值。图10.14为ART KOBE波时程分析位移最大值。05010015020025001234567楼层位移(mm)05010015020025001234567楼层位移(mm)05010015020025001234567楼层位移(mm)隔震结构在地震作用下隔震层产生较大位移,同时消耗地震能量,极大的减少了输入上部结构的能量。上部结构的变形很小,基本保持弹性而不发生严重的破坏,结构设计合理。减震结构的案例 粘滞阻尼器减震结构设计方法及计算实例1 粘滞流体阻尼器减震结构优化设计方法1.1 设计流程消能减震结构主要是通过设置各种消能减震装置186以控制结构在不同烈度地震作用下的预期变形,从
19、而达到不同等级的抗震设防目标,其具体设计内容主要包括确定阻尼器参数和数量以及阻尼器的优化安装位置两方面内容。我国抗震规范 1 中虽然增加了消能减震的内容,但并没有给出具体的设计方法。因此,本文以安装粘滞流体阻尼器的高层结构为研究对象,给出了一种优化设计方法,该方法预先设定消能结构的位移角限值,进而由附加阻尼比求出所需阻尼器的数量及参数,并以层间位移角为优化目标,采用“逐层搜索”的方法确定其安装位置,最终达到预先设定的层间位移角减震目标,该方法主要针对给定地震波作用下的弹性结构进行,具体设计流程如图 1 所示,对于其中的几个关键步骤将在下文中展开讨论。1.2 附加阻尼比的确定消能减震结构的设计中
20、,往往需要预先指定消能结构所需达到的位移减震目标,并求出所需的附加阻尼比,最直接的求解方法是通过不同阻尼比的位移反应谱曲线进行插值。但在没有可用的位移反应谱的情况下,需要寻找其他方法进行替代。本文的解决方法是:首先做出结构等效单自由度体系的附加阻尼比 a 和位移减震率 d 的曲线,再由预先指定的结构位移减震率从曲线上直接查出所需的附加阻尼比 a。单自由度结构位移减震率 d 定义为:式中:u 0,max 为无附加阻尼单自由度结构位移最大值;u c,max 为附加阻尼比 a 后单自由度结构的位移最大值。而对于实际结构位移减震率 d 可以根据需要定义为结构的层间位移角减小率或结构顶点位移的减小率。同
21、时定义结构的底部地震剪力减震率:式中:S 0,max 为无附加阻尼单自由度结构底部地震剪力最大值;S c,max 为附加阻尼比 a 后单自由度结构底部地震剪力最大值。单自由度结构 a-d 曲线和 a-f 曲线可通过数值方法求解 Maxwell 模型的平衡及协调方程得到 2。本文在计算中发现,单自由度结构 a-d 曲线和 a-f 曲线主要受结构自振周期 T、结构自身阻尼比 s 和地震波类型的影响,与地震波峰值等因素无关。为满足下文中消能减震结构优化设计的需要,图 2 给出了一幢方钢管混凝土框架高层 3 的等效单自由度结构的 a-d 曲线和 a-f 曲线,曲线所对应的参数为:自振周期 T=4s,结
22、构自身阻尼比 s=0.035,地震波为 SHW2 波,单自由度结构质量取实际结构的总质量。图中同时给出了该实际结构的计算曲线,其中实际结构的位移减震率 d 取层间位移角最大值的减震率。从图中可以看出,a-d 曲线吻合较好,而 a-f 曲线虽然差别较大,但变化趋势相同。从图 2(b)可以看出,单自由度结构和实际结构在附加阻尼比 a 大于 0.2后,底部地震剪力都不再继续减小,甚至开始增大,而此时随着附加阻尼比的继续增大,图 2(a)中的位移减震率仍在大幅度的减小,说明结构的构件层间剪力也在不断减小,此时,由层间地震剪力和层间构件剪力所形成的不断增大的差额则要由不断增大的阻尼力来填补。由此说明,过
23、多地设置阻尼器,并不能有效地减小地震力,甚至会使地震力增大,从而使继续增加的阻尼器主要用来抵抗增大的地震力,从而导致不经济的减震设计方案。因此,在由 a-d 曲线确定所需的位移减震率的同时,还应参考 a-f 曲线,以保证所需的附加阻尼比不会导致地震力的增大,由图 2(b)可知,对于此结构当附加阻尼比 a 0.2 时,地震力不再减小,减震效率开始降低。具体设计时,根据场地条件,选定分析所用的地震波,对无阻尼器原型结构进行时程分析,求得最大层间位移角 0。确定减震结构所需满足的最大层间位由附加阻尼比确定阻尼器的参数及数量检验其它地震波作用下的减震效果逐层搜索法优化设置阻尼器的安装位置设定减震结构的
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