框架节点的抗震设计

框架节点的抗震设计（精选八篇）

框架节点的抗震设计 篇1

钢结构具有强度高、延性好、重量轻等特点,因此抗震性能较好。但如果在加工和连接工艺方面有些问题,加之外部环境的影响,就可能出现地震作用下的局部破坏,甚至整体倒塌[1]。因此,钢结构的抗震问题也是需要认真研究的。本文针对最常见的钢框架结构,考虑到节点的重要性,将对节点的抗震设计思想进行深入分析,有助于加深对节点抗震设计思路和具体方法的理解,最后给出了实例说明。

1 钢框架结构的节点

和混凝土框架结构相同,钢框架结构一般采用刚性节点,由焊接或高强度螺栓连接。常用的连接构造如图1所示。

2 节点的震害

由于节点传力集中、构造复杂,施工难度大,容易造成应力集中、强度不均衡现象,再加上可能出现的焊缝缺陷、构造缺陷,所以节点破坏是地震中发生最多的一种破坏[2]。

梁柱节点域的破坏形式主要有:加劲板的屈曲和开裂、加劲板焊缝出现裂缝、腹板的屈曲和裂缝等。采用焊接形式的梁柱刚性节点出现连接裂缝或断裂破坏的原因主要有[3]:

1)焊缝缺陷;

2)三轴应力影响:梁柱连接的焊缝变形由于受到梁和柱约束,施焊后焊缝残存三轴拉应力,使材料变脆;

3)构造缺陷:梁翼缘与柱连接处的垫板一般在焊接后就留在结构上,与柱翼缘之间容易成为裂缝发展的起源。

3 刚性节点的抗震设计内容

刚性节点的抗震设计内容具体包括以下几点。

3.1 承载力验算

由于节点的破坏将带来相连的若干个构件的破坏,所以在抗震设计中,要求节点连接的承载力应高于构件的屈服承载力,所谓“强节点、弱构件”[4]。具体体现在以下两个公式的要求:

Mu≥1.2Mp (1)

Vu≥1.3(2Mp/l)≥0.58hwtwfy (2)

其中,1.2为实际屈服强度可能高于规定值的修正系数;1.3为在1.2基础上,再考虑跨中荷载影响;Mp为被连接构件(梁或柱)全塑性弯矩;l为梁的净跨度;Mu,Vu分别为连接的抗弯、抗剪最大承载力。

Mu,Mp按钢材抗拉强度和屈服强度下限计算:

Mu=Wp′·fu;Mp=Wp·fy (3)

其中,Wp′为连接的塑性抵抗矩;Wp为被连接构件的塑性抵抗矩(这两个相当于对形心轴的面积矩); fu为连接的抗拉强度下限; fy为钢材的屈服强度。

抵抗矩Wp按材料力学的方法计算,例如对矩形截面:

$W{}_p=2\times \frac{1}{2}hb\times \frac{1}{4}h=\frac{1}{4}bh{}^2$ (4)

其中,Mu,Vu的计算方法如下:

1)当工字形梁翼缘用对接焊缝、腹板用角焊缝连接时:

其中,Af为梁一个翼缘的截面积;he为角焊缝的有效厚度;lw为角焊缝的有效长度; fu为焊缝抗拉强度下限。

2)当梁翼缘用对接焊缝、腹板用高强螺栓连接时:

Mu=Af(h-tf)fbu+∑(leNbv)Vu=min{nNbvu,nNbcu} (6)

其中,f${}_{\text{u}}^{\text{b}}$为高强螺栓最小抗拉强度;le为螺栓群形心线两侧一对螺栓的距离;N${}_{\text{v}\text{u}}^{\text{b}}$,N${}_{\text{c}\text{u}}^{\text{b}}$分别为一个高强螺栓的最大抗剪强度和对应的板件极限承压强度:

Nbvu=0.58nfAbefbuNbcu=d∑t·fbcu=d∑t·1.5fu (7)

当节点处的被连接构件尚有轴力作用时,要用Mpc代替Mp,计算如下:

1)绕强轴的工字形截面和箱形截面:

当N/Ny≤0.13时,Mpc=Mp (8)

当N/Ny>0.13时,Mpc=1.15(1-N/Ny)Mp (9)

2)绕弱轴的工字形截面:

当N/Ny≤Awn/An时,Mpc=Mp (10)

当N/Ny>Awn/An时,$\text{Μ}{}_{\text{p}\text{c}}=[1-\left(\frac{\text{Ν}-\text{A}{}_{\text{w}\text{n}}\text{f}{}_{\text{y}}}{\text{Ν}{}_{\text{y}}-\text{A}{}_{\text{w}\text{n}}\text{f}{}_{\text{y}}}\right){}^2$Mp (11)

其中,Mpc为被连接构件的全塑性弯矩;Ny=Anfy;An为构件净截面面积;Awn为构件腹板净截面面积。

3.2 强柱弱梁条件

由于柱子的破坏效应比梁的破坏效应严重,有可能导致结构整体倒塌,所以对柱子的安全性要求要高于梁。塑性铰最好是先出现在梁端而不是柱端,这样可以通过梁的变形来耗能。为了达到这个目标,要求节点处的各柱端能承受的弯矩总和要大于各梁端能承受的弯矩总和,这一“大于”的程度通过一个大于1的系数来体现。具体表达式如下:

∑Wpc(fyc-N/Ac)≥∑ηWpbfyb (12)

其中,Wpc,Wpb分别为节点处柱和梁的截面塑性模量;N为柱轴向压力设计值;Ac为柱截面面积;η为超强系数:6层以上钢框架,6度Ⅳ类场地和7度时可取1.0,8度时取1.05,9度时取1.15。

以上是对整个节点区域的要求。这个区域是由两部分组成的:节点域和构件。对这两部分也分别有要求,下面进行介绍。

3.3 节点域的要求

包括两部分:

1)承载力验算:

ψ(Mpb1+Mpb2)/Vp≤(4/3)fv (13)

其中,Mpb1,Mpb2均为节点两侧梁的全塑性受弯承载力;ψ为折减系数,6度Ⅳ类场地和7度时可取0.6,8度和9度时取0.7。

2)节点域还应满足不失去局部稳定的板厚要求。

3.4 构件的验算要求——主要考察塑性区的局部稳定

我们期望的是塑性铰只出现在梁端,但在实际中,由于梁和楼板的协同工作效应等原因,往往使梁得到了很大加强,使得塑性铰有可能出现在柱端。为了保证塑性铰能正常发挥作用,还应在梁柱可能出现塑性铰的区段,限制板件宽厚比,以防止局部屈曲,保证耗能作用的发挥。

受压板件宽厚比可分为三个等级:

1)全截面进入塑性,出现塑性铰,要求转动能力(相当于8度,9度抗震设防要求);

2)截面进入塑性,但不要求转动能力(相当于7度抗震设防要求);

3)边缘纤维屈服,传统的弹性设计(相当于6度或非抗震设防要求)。

各种构件的宽厚比要求,详见GB 50011-2010建筑抗震设计规范。

4 设计实例

某大厦钢框架结构的节点设计。柱截面:□700×700×50,fy=295 MPa;梁截面:H500×220×12×25,fy=325 MPa;梁柱:fu=490 MPa。梁翼缘完全焊透的坡口对焊,E50,二级,f${}_{\text{t}}^{\text{w}}$=295 MPa, fu=490 MPa;梁腹板用10.9级高强螺栓摩擦型连接,喷砂μ=0.4,M22,预紧力P=190 kN。弹性内力M=655 kN·m,V=298 kN。抗震设防烈度为7度。节点采用H型梁与箱形柱栓焊混合刚性连接。

1)梁翼缘完全焊透的对接焊缝强度:

$\text{σ}=\frac{\text{Μ}}{\text{b}\text{t}{}_{\text{f}}(\text{h}-\text{t}{}_{\text{f}})}=\frac{655\times 10{}^6}{220\times 25\times (500-25)}=250.7{\rm N}/mm{}^2＜\text{f}{}_{\text{t}}^{\text{w}}=295{\rm N}/mm{}^2$,满足要求。

2)梁腹板与柱之间的高强螺栓连接计算:

每个高强螺栓的承载力设计值:

N${}_{\text{v}}^{\text{b}}$=0.9nfμP=0.9×1×0.4×190=68.4 kN。

所需螺栓数目为$\text{n}=\frac{\text{V}}{0.9\text{Ν}{}_{\text{v}}^{\text{b}}}=\frac{298}{0.9\times 68.4}=4.8$。实际取5个M22高强螺栓。

其中,0.9为考虑焊接热影响对高强螺栓预拉力损失的影响系数。

腹板连接板厚度:

$\text{t}\ge \frac{\text{V}}{(\text{l}-\text{n}\text{d}{}_0)\text{f}{}_{\text{v}}}=\frac{298\times 10{}^3}{(400-5\times 24)\times 165}=6.5mm$,实际取12 mm。

3)节点抗震极限承载力验算:

极限弯曲承载力满足要求。腹板净截面面积的极限抗剪承载力:

Vu1=0.58Awnfu=937.9 kN。

腹板连接板净截面面积的极限抗剪承载力:

Vu2=0.58APLnfu=0.58×(400-5×24)×12×490=954.9 kN。

腹板连接高强螺栓的极限抗剪承载力:

Vu3=n·0.58nfAbef${}_{\text{u}}^{\text{b}}$=5×0.58×303×1 040=913.8 kN。

Vu4=nd∑t·f${}_{cu}^b$=5×22×12×1.5×490=970.2 kN。

Vu=min{Vu1,Vu2,Vu3,Vu4}=913.8 kN>1.3(2Mp/ln)=1.3×(2×1 014/8.3)=317.6 kN,913.8 kN>0.58hwtwfy=848 kN,极限抗剪承载力满足要求。

4)节点域弹性阶段验算:

Vp=1.8hbhctw=1.8×(500-2×25)×(700-2×50)=2.43×107mm3。

(Mb1+Mb2)/Vp=(655+655)×106/(2.43×107)=53.9 N/mm2<(4/3)fv/γRE=(4/3)×165/0.85=258.8 N/mm2,满足要求。

节点域局部稳定验算:

tw=50>(hb+hc)/90=(450+600)/90=11.7,满足要求。

节点域屈服承载力验算:

φ(Mpb1+Mpb2)/Vp=0.6×(1 014+1 014)×106/(2.43×107)=50.5 N/mm2<(4/3)fv=200 N/mm2,满足要求。

5结语

可见,钢框架节点的抗震设计思想可归纳为四点:

1)在整体层面上,要求“强节点、弱构件”“强柱弱梁”,并落实在具体的设计公式上;

2)分节点域、构件两部分分别进行设计和验算;

3)考虑钢材的塑性工作性能,对应的是地震下耗能作用的发挥;

4)和其他钢构件一样,关注板件受压下的局部稳定问题。通过这四点可以更清楚地理解钢框架节点的抗震设计思想,对相关的科研也有一定的促进作用。

摘要：结合现行GB 50011-2010建筑抗震设计规范,对节点的抗震设计思想进行了详细分析,从整体层面设计、分部设计和材料塑性性能、局部稳定的角度进行了归纳,并给出了实例说明,以期促进相关的应用和科学研究。

关键词：钢框架,节点,抗震,塑性

参考文献

[1]聂正春,李明全.钢结构节点抗震措施简述[J].四川建筑,2010(4):183-185.

[2]张晓霞.钢结构框架梁柱节点连接设计方法探讨[J].山西建筑,2011,37(5):43-44.

[3]饶中峰.浅谈钢结构梁柱节点连接设计方法[J].四川建材,2010(5):31-32.

底层框架抗震墙的抗震设计 篇2

在结构设计过程中底层框架结构逐步成为当前设计的重点，更是保证建筑工程在设计和应用中抗震性能和质量完整的关键。

底层框架结构在当前房屋抗震设计中是不可忽视的设计方法。

本文就当前底层框架抗震墙砖房的抗震设计进行分析与浅述。

【关键词】框架;砌体;抗震

随着近年来社会不断发展中，人们对房屋质量要求的不断增加，在房屋施工和设计的过程中，对其各个性能要求日益提高和增加。

地震作为近年来对房屋危害的主要形式，其在设计的过程中对房屋抗震性能要求不断的提高和增加。

未经抗震设防的底层框架抗震墙砖房，由于其在设计的过程中底层的纵横墙的数量与当前建筑施工设计中的不对称，造成其在设计过程中出现极大的转差，在强烈地震作用下，由于底层的抗侧力刚度和极限承载能力相对于来说较为薄弱，因此容易造成其各种不良现象的出现。

相对于第二层薄弱，结构将在底层率先屈服、进入弹塑 性状态，井将产生变形集中的现象。

底层的率先破坏将危及整个房屋的安全。

1.房屋的平、立面布置应规则、对称

随着当前社会不断发展过程中，人们对各种地震灾害的认识不断加深，通过对历次震害调查说明，其在设计过程中对各种提醒和结构要求的不断复杂化和设置的不完善以及不合理，造成当前房屋抗震性能的不够和设计的不够合理和完善。

对于底层框架抗震墙砖房，其在设计的过程中设计模式的不足使得出现了钢筋混凝土房屋抗震性能的不够，因此其在施工和设计的过程中对房屋的平、里面的对称和规格要求日益严格。

即房屋体型宜简单、对称，在结构设计和布置的过程中对称的设置方案能够有效的提高房屋的整体性，降低由于地震作用下出现的各种扭转局面。

2.房屋的高度要限制、高宽比要适当

在唐山大地震中，未经抗震设防的底层框架抗震墙砖房的破坏较为严重。

其主要原因是 底层没有设置为框架抗震体系。

在震害较为严重的底层框架砖房中，底层为半框架沿街一 跨为框架另一跨为砖墙承重体系，底层为内框架体系以及底层大部分为框架体系而山墙与楼梯间墙处不设框架梁柱等。

随着近年来人们对建筑施工质量和设计质量要求的日益增加，各种自然灾害抵抗能力在建筑工程施工中的要求日益增加和提高，通过对底层框架抗震墙砖房的模型试验和一系列分析研究，深入的探讨和了解建筑工程施工中的各种抗震性能和抗震方式，是当前建筑工程施工措施和施工管理方式的前提和关键因素。

增强过渡楼层和房屋整体抗震能力的抗震设计方法和构造措施。

对当前房屋在建设过程中其规则的制定有着深刻的影响，是对房屋较为规则且沿竖向较为均匀和满足增强过渡搂层及房 屋整体抗震能力要求的;其房屋总层数和总高度可适当放宽。

(1)房屋的总高度指室外地面到檐口高度，半地下室可从地下室内地面算起，全地下室 可从室外地面算起。

(2)上部砖房部分的层高，不宜超过3.6m。

上部砖房部分横墙的间距大4.2m的房间面积在一层内大于该层总面积的1/4时为横墙较少，对于上部砖房部分横墙较少者房屋总高度应降低3.0m，总层数应减少一层。

底层框架抗震墙砖房总高度与总宽度的最大比值，应符合表2.2-2的要求。

3.第二层与底层的侧移刚度比要控制

在地震作用下底层框架抗震墙砖房的弹性层间位移反应均匀和减少在强烈地震作用下的 弹塑性变形集中，能够能够提高房屋的整体抗震能力。

对底层框架抗震墙砖房的弹性和弹塑性位移以及层间极限剪力系数进行了分析，在分析研究的基础上提出了底层框架抗震砖房第二层与底层侧移刚度比的合理取值范围为1.2～1.8。

根据不同设防烈度的地震作用强弱和既安全又经济的抗震设防原则，底层框架抗震墙砖房第二层与底层的侧移刚度比值在6度时不应大于3.0，在7度时不应大于2.5，在8度时不应大于2.0，在9度时不应大于1.5;且均不应小于1.0。

4.抗震墙的最大间距限值

底层框架抗震墙砖房的抗震墙间距分为底层和上部砖房两部分，上部砖房备层的横墙间距要求应和多层砖房的要求一样;底层框架抗震墙部分，由于上面几层的地震作用要通过底层的楼盖传至底层抗震墙，楼盖产生的水平变形将比一般框架抗震墙房屋分层传递地震作用的楼盖水平变形要大。

因此，在相同变形限制条件下，底层框架抗震墙砖房底层抗震墙的间距要比框架--抗震墙的间距要小一些。

底层框架抗震墙砖房的底层框架抗震墙具有一定的承载能力和较好的变形、耗能能力，而上部砖房部分的，变形和耗能能力相对比较差。

为了避免底层过多强于上部砖房的抗震能力。

5.底层钢筋砼抗震墙的高宽比

在实际工程中，底层框架抗震墙砖房的底层钢筋砼墙的高宽比往往小于1.0， 通常把高宽比小于l的钢筋砼墙称为低矮墙。

高宽比小于1.0的低矮钢筋砼墙是以受剪为主，由剪力引起的斜裂缝控制其受力性能， 其破坏状态为剪切破坏。

结合底层框架抗震墙砖房中的底层钢筋砼墙为带边框的钢筋硷低矮墙的特点，文献2进行了带边框开竖缝钢筋砼低矮墙的试验和分折研究，试验结果表明：放入砂浆板和钢筋砼板的带竖缝钢筋砼墙的抗震性能明显优于整体钢筋砼低矮抗震墙，这 种开竖缝的抗震墙具有弹性刚度较大，后期刚度较稳定，达到最大荷载后，其承载力没有明显降低，其变形能力和耗能力有较大提高，达到了改善低矮墙抗震性能的目的。

6.底层框架抗震墙砖房的结构体系

底层框架抗震墙砖房的底层受力比较复杂，而底层的严重破坏将危及整个房屋的安全，加上地震倾覆力矩对框架柱产生的附加轴力使得框架柱的变形能力有所降低等因素，对底层的抗震结构体系的要求应更高一些。

(1)底层框架抗震墙砖房的底层应设置为纵、横向的双框架体系，避免一个方向为框架、 另一个方向为连续梁的体系。

这主要是由于地震作用在水平上是两个方向的。

一个方向为连 续梁体系则不能发挥框架体系的作用，则该方向的抗震能力要降低比较多。

同时，也不应设 置为半框架体系或山墙和楼梯间轴线为构造柱圈梁约束砖抗震墙的状况。

这是由于底层的地震剪力按各抗侧力构件的刚度分配，半框架体系或山墙为构造柱、圈梁约束的砖抗震墙体系中，砖墙较框架的抗侧力刚度大得多，在地震作用下，砖墙先开裂和肢坏，加上砖墙的变形能力较框架要差得多，会形成砖墙构件先退出工作，导致加重半框架或部分框架的破坏。

(2)底层框架抗震墙砖房的底层应设置为框架抗震墙体系。

在6、7区底层为小型商店时， 其抗震墙可为框架填充墙;当底层的砖填充墙较少时应设置一定数量的钢筋砼抗震墙，在8、9度时，均应设置一定数量的钢筋砼抗震墙，使底层形成具有二道防线的框架抗震墙体系，有利于提高底层的抗震能力。

7.结束语

框架节点的抗震设计 篇3

回顾历史, 国内多个地区曾经遭遇到严重的地震灾害, 迄今为止, 国内外对地震的预报技术和水平有待提高, 因此直接导致了房屋、建筑设施很容易受到破坏。对于钢筋混凝土框架自身的结构来说, 它的水平抗侧移的刚性程度比较而言, 是较差的, 当地震来临的时候, 往往会发生水平方向的位移, 而且幅度一般都是较大的, 如果位移的发生幅度, 远远超过了规定的极限, 那么一定会出现结构性的破坏。

节点, 通常指的是框架梁和柱的传力枢纽部分, 同时也作为框架的最薄弱部位。国内外历年来那些大地震的发生可以看出, 多数钢筋混凝土框架的节点, 当地震发生时, 将会出现一定程度的损毁, 所以节点的抗震性能研究方面, 早就引起了相关工作人员的重视, 特别是随着科学技术的发展, 相关工作人员都意识到钢筋混凝土, 其在建筑领域应用所带来的实用性, 但仍务必完善它的配筋, 以便于能够合理提高钢筋混凝土在地震中表现出的抗震性能。

钢筋混凝土框架节点具有显著的优势, 其在结构已经达到规定的, 且是最不利非弹性反应出现之前, 将不会产生常见的剪切失效现象, 同时也带有相当程度的耗能作用。钢筋混凝土框架结构所具有的延性, 重点是体现结构在荷载起到作用的情况下, 当进入到非线性状态过程后, 假设承载力并未大幅度降低时的变形能力, 相对延性较大的结构来说, 它产生的塑性变形也将会较大, 但永久的变形如果过于大, 结构方面, 将会在重力的强大作用下发生坍塌事故, 也容易使结构的受损部分以后无法完成修复, 所以说, 在钢筋混凝土框架结构考虑到设计工作时, 一定要考虑到承载能力以及相应范围的延性作用。

2 钢筋混凝土框架节点的抗震性能影响因素

2.1 材料的强度因素

混凝土的强度, 通常都是影响着框架节点的抗剪能力, 对于肩负着荷载的混凝土框架节点部分, 混凝土自身的强度如果越高, 那么梁Q柱的截面尺寸将相应的越小, 混凝土框架节点中心区域的混凝土承剪截面同时也会随着减小, 在相应程度的配箍率条件下, 抗震性能方面容易出现不利的一面。

2.2 水平方向的箍筋

在混凝土框架的节点部分, 加上水平的封闭箍筋, 可起到两方面的作用, 首先对混凝土的框架节点中心区域的混凝土做出作用明显的约束力, 可加大轴向位置荷载的转移作用;其次, 肩负相应的水平剪力, 能够加强混凝土框架节点的抗剪承受程度。因此配箍合理的混凝土框架节点中心区域如果产生贯通裂缝后, 混凝土肩负的剪力也随着变化, 即不断增大, 所有的箍筋屈服, 混凝土与箍筋同一时刻起着作用, 令节点中心区域受到剪切承载力, 处于损毁时达到最大程度。

2.3 竖直方向的箍筋

在水平方向荷载不断作用的基础上, 混凝土框架节点中心区域的混凝土产生交叉斜裂缝, 剪力的转移, 从斜压杆逐渐过渡到水平方向箍筋肩负水平分力Q柱、纵向的钢筋肩负竖直方向的分力, 设置竖直方向的箍筋能够肩负混凝土框架节点的剪力竖直方向分量, 降低混凝土的压力, 这样便可以增大混凝土框架节点的抗剪承受能力, 但是不便于实际施工。

2.4 柱的纵向钢筋因素

柱纵向钢筋, 往往需要依据抗弯的实际要求来进行设置, 沿着柱的截面高度方向, 依据构造的标准, 也要配备对应的纵向钢筋, 此时的纵向钢筋和水平箍筋, 同时对混凝土的框架节点中心区域的混凝土产生双向的约束作用, 所以, 适宜排列柱纵向钢筋, 在增强混凝土框架节点的抗剪承受力方面, 具有显著的贡献。

2.5 直交梁的因素

纵观历史, 多次地震灾害与试验的结果分析显示:框架平面垂直方向, 和框架节点相交的直交梁, 在混凝土框架节点中心区域的混凝土上面产生约束的作用, 这样便可以增强混凝土框架节点的抗剪承受能力。

2.6 楼板因素

混凝土框架节点的外围楼板, 对节点中心区域同样起着约束的作用, 那些和梁轴平行的楼板钢筋, 和梁上部分的受力钢筋一起进行工作。假设涉及到楼板当做梁翼缘, 当受弯时起到作用, 那么就要适当增大节点的剪力数值。

2.7 预应力因素

在框架节点处施加一定的预应力, 那么能够令框架节点中心区域混凝土的约束变大, 此刻是双向的受力过程, 这样混凝土框架节点的抗剪承受能力增大。如果借助于混凝土框架节点中心区域无粘结特征的预应力钢筋, 减小中心区域混凝土面积, 使混凝土框架节点的抗剪承受能力减弱。

2.8 偏心因素的影响

在高层建筑设施的设计过程中, 如果希望建筑物的立面出现和外墙以及柱面持平的视觉效果, 或者出现凹凸不平的现象, 往往将梁Q柱中心线错列安置, 众多大偏心混凝土框架节点由此产生, 此刻混凝土框架节点受到类似于附加扭矩次的内力施加一定的作用, 剪力在节点内的转移过程不再简单, 因此相对于无偏心混凝土框架节点, 偏心混凝土框架节点的抗剪承受能力较弱。

2.9 异形柱节点因素

T型柱混凝土的框架节点抗剪承受能力很弱, 混凝土框架节点, 在梁屈服之后, 立刻变成通裂的状态, 假设梁的宽度大于柱腹板的宽度, 在柱腹板外的梁纵筋, 框架节点处锚固非常弱。

2.1 0 反复荷载的因素

当反复荷载起作用的时候, 材料和构件的强度将会减弱, 粘结锚固的性能同时也会退化, 剪切变形不断增大。考虑到混凝土框架节点内部, 剪应力交替变化着其方向, 中心区域斜向裂缝的开合轮流进行, 因此混凝土框架节点中心区域的抗剪承受能力以及剪切刚度减弱。

2.1 1 斜向地震的双轴效应因素

如果地震发生时, 其作用的方向和建筑的主轴方向有差异, 将会令两个方向的梁同时屈服, 此刻作用在节点对角斜面上剪力的大小, 可能是另外方向的2倍大小, 但当斜裂缝面对的箍筋, 和一个方向受到剪力过程中遇到的箍筋具有一样的数量。所以说, 斜向地震发生时, 混凝土框架节点的强度与刚度显著变弱。

3 常见的设计方法

3.1 加强型的梁柱连接

加强型的梁柱连接, 即对梁柱连接处做出个别的局部强化处理, 借助于传统柱连接的工艺, 增大梁端翼缘和腹板, 其方式主要涵盖在梁端装配水平加劲肋和竖向加劲肋等等。依据构造形式, 加强型梁柱包括翼缘板、盖板、侧板加强型和直接扩翼型四大类。

3.2 构造措施的研究

构造措施, 即梁、柱和剪力墙塑性铰区, 按照要求需满足塑性转动与耗能能力。强柱弱梁的实际施工, 对构造措施产生一定的影响。

1) 梁的构造措施。

梁塑性铰截面的延伸性能, 和众多因素息息相关, 按照规范标准, 对梁的纵筋最大与最小配筋率、箍筋较大区域的长度、最大间距和最小直径等等都要有严格规定, 此外, 还要对梁的最小宽度和高宽比也做出适当的规定。

2) 柱的构造措施。

柱是压弯型的受力零件, 轴压比在延伸性能和耗能性方面带来的影响明显。因此, 对柱子的纵筋配筋率、最大间距和最小直径等参数也要做出细致的规定。此外, 对柱子的高宽比、剪跨比和宽度也要做出相应的规定, 以便于增大抗震方面的性能。

3) 节点构造措施。

节点在梁柱钢筋的锚固部分, 在结构性能方面的影响较大。若要在地震和竖向荷载起作用的情况下, 节点核心区的剪压比较低时, 应该为该区提供相应约束, 使节点在不好的情况下抗剪能力可以得到保持, 梁柱纵筋的可靠锚固也要得到保证。

4) 剪力墙的构造措施。

若要使剪力墙的延伸性能和耗能方面得到保证, 避免大的裂缝出现, 应对剪力墙的周围构件制定详细标准, 此外也要对剪力墙的轴压比制定出相应的标准, 同时要使剪力墙承重能力和侧向刚度得到保证, 最小墙厚要做出具体规定。

4 结语

混凝土框架结构的节点, 在抗震性能方面与建筑设施能否承受相应损毁息息相关, 在节点抗震性能影响方面有不同的因素, 同时强化处理的方法在混凝土框架结构中, 其使用范围逐渐广泛, 在众多方法中, 加强型的梁柱连接是重要的设计方法, 可以显著增强混凝土框架结构抗震性能, 使建筑设施抗震性能在地震中大幅度增强。

摘要：介绍了钢筋混凝土框架节点的优势, 对钢筋混凝土框架节点抗震性能的部分影响因素进行了分析, 并提出了几种常见的设计方法, 实现了为实际工程中的抗震设计提供一些参考依据的效果。

关键词：钢筋混凝土,框架节点,抗震性能

参考文献

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[4]商兴艳, 余江滔.L型纤维加固钢筋混凝土框架节点的抗震性能[J].同济大学学报 (自然科学版) , 2013, 11 (41) :1644-1652.

[5]马新英.型钢混凝土框架节点设计探讨[J].山西建筑, 2013, 39 (14) :29-30.

[6]王玉镯, 傅传国.火灾后钢筋混凝土框架节点抗震性能试验研究[J].建筑结构学报, 2009 (S2) :121-126.

混凝土框架节点抗震性能研究综述 篇4

1 框架节点抗震性能研究进展

自20世纪60年代开始,美国、日本、新西兰、中国等国都陆续对框架节点在地震作用下的受力性能进行了深入的研究,重点对如何改善节点的构造和延性进行了探讨,并对节点抗剪承载力的计算方法提出了许多设计建议。

60年代初,美国波兰特水泥协会进行了第一批框架节点试验,1967年Hanson和Conner发表了这次试验结果,这次试验后来成为节点研究的标准文献。两位学者认为框架节点的抗剪强度能用钢筋混凝土梁的抗剪方程计算。在大量试验的基础上,美国在ACI 318-71规范中首次提出了节点的设计规定。

日本对RC框架节点的研究始于1936年二见秀雄博士的L形节点的试验研究。之后进行了大量的中柱节点试验研究。但是到目前为止,在日本的钢筋混凝土规范中,还没有关于混凝土节点的设计公式。

自1971年以来,新西兰[1]对节点的研究进行了卓有成效的工作。1976年由R.Park和T.Paulay所著的钢筋混凝土结构一书中对框架节点进行了相当详细的论述。1982年新西兰标准协会颁布了NZS 3101混凝土结构设计规程,将框架节点的设计专门列为一章,详细地规定了设计计算方法和构造措施。

在我国,从1974年开始有组织地在全国范围内进行节点的试验研究工作。在中国建筑科学研究院的组织下,由北京市建筑设计院、东南大学、西安冶金建筑学院等23个单位成立了框架节点专题研究组,先后对12种类型节点受力性能进行了系统研究。一部分成果反映在GB 50010-2002混凝土结构设计规范和GB 50011-2001 建筑抗震设计规范中。从1990年至今,同济大学、清华大学、东南大学、西安建筑科技大学、合肥工业大学、北京市建筑设计院等单位先后进行了多种框架节点的抗震性能研究。这些研究成果部分反映在GBJ 50011-2001建筑抗震设计规范中。

在80年代,形成了以新西兰和美国为代表的两种截然不同的节点传力模型[2]。一类是新西兰的“桁架机构”加“斜压杆机构”模型,另一类是在J.K.Wight教授主持下美国ACI 352委员会主张的“约束模型”,或称“柱模型”。根据这种观点,美国ACI 318规范和ACI 352委员会建议的设计方法只从构造角度确定箍筋用量,而不进行节点抗剪计算。

2 框架节点受力机理

2.1 节点的破坏过程[3]

在水平荷载作用下,框架节点上、下柱端以及左、右两侧梁端作用的弯矩符号都相反。框架节点核心区承受较大的水平剪力与竖向剪力的共同作用,核心区容易产生剪切破坏。

在水平荷载作用下,框架节点核心区受到斜向压力和与之正交的斜向拉力的协同作用,当斜向拉力超过混凝土抗拉强度时,产生斜裂缝。水平荷载反向作用时,会在另一方向产生斜裂缝,从而形成交叉斜裂缝,核心区混凝土的承载能力和刚度逐渐降低。梁纵向钢筋在节点的一侧受压,另一侧受拉,通过框架节点后纵筋应力的这一变化梯度在节点核心区产生了很高的粘结应力。随着弯矩的增加,框架节点核心区混凝土产生较宽的裂缝乃至破碎剥落,粘结力逐渐丧失,钢筋产生滑移。梁筋的屈服逐渐渗入核心区,当节点受压区的粘结力完全丧失时,梁筋发生粘结锚固破坏,梁相对柱产生较大转动,形成塑性铰,框架节点刚度急剧降低,由此产生过度的侧向位移并引起柱抗弯承载力的相应降低。

在正常配筋的情况下,框架节点核心区的受力过程,通常经历以下4个阶段:初裂、通裂、极限、破坏。

2.2 节点的抗剪机理

2.2.1 斜压杆机理

当节点核心区没有箍筋或箍筋很少时,节点核心区的抗剪承载能力主要由核心区混凝土所控制。在节点核心区开裂以前,核心区沿对角线方向有一条潜在的斜压杆存在,且随着节点上相对荷载的变化,斜压杆的倾角和宽度也随之改变。节点核心区开裂以后,在两条斜裂缝之间也形成了一个斜压杆。最后,斜压杆的混凝土破坏,节点也就达到了极限强度。这种模式适用于梁或柱承载能力较低而节点核心区未受到严重破坏的情况。

2.2.2 剪摩擦机理

该模式适用于节点核心区混凝土受剪破坏、水平箍筋屈服而梁筋尚未屈服、未发生粘结破坏的情况。核心区剪切破坏的临界裂缝常沿对角线发生,将节点核心区分为两大块,在两大块之间产生滑动摩擦。与裂缝相交的水平箍筋均受拉屈服。节点核心区的抗剪能力则由两部分组成:1)穿越裂缝的箍筋受拉屈服所承担的剪力;2)核心区的对角线处在弯曲压力下所产生的混凝土摩擦力。

2.2.3 桁架模型

当节点核心区既有水平箍筋又有较密的垂直钢筋时,核心区就如同一只网状笼子。在反复荷载作用下,节点核心区承受很大的剪力,核心区产生很多条剪切裂缝,混凝土斜压杆的作用降低,大部分剪力由一个桁架机制来承担。在节点断面上的剪力可以被分解成平行于剪力裂缝的斜压力Cc和一个水平拉力Vch及一个垂直拉力Vsh。

按照桁架机理,节点核心区的抗剪强度将受混凝土、柱轴向力、水平箍筋和垂直钢筋所控制。此时,可将柱轴向力的影响反映在混凝土抗剪能力中。然后分别由节点核心区水平剪力求出水平箍筋,由节点核心区垂直剪力求出垂直剪力钢筋的需要量。

3现行规范关于框架节点的抗震设计控制体系

根据各国抗震节点的设计思路和具体控制条件,可将各国节点设计控制体系分为两大类[2]:

第一类强调节点中所需的箍筋用量与节点作用剪力的大小有关,即需要根据节点中的作用剪力通过抗剪公式计算节点的箍筋用量。它的控制体系主要由4个控制条件组成,即:1)节点抗剪承载力计算公式;2)节点最大作用剪力控制条件;3)节点最小配箍量控制条件;4)贯穿节点梁柱纵筋的直径限制条件。

第二类控制体系则强调只需对节点中的最大剪压比进行控制,并按最小配箍量控制条件确定箍筋用量,即其控制体系仅由上述2),3),4)3个控制条件组成。由于第二类控制体系舍去了“节点抗剪承载力计算公式”,因此要在中等和高剪压比条件下达到与第一类控制体系相同的对节点抗震性能的控制效果,就需要把“最大剪压比控制条件”和“最小配箍量控制条件”都取得比第一类控制体系更严一些。

摘要：介绍了各国对混凝土框架节点抗震性能的研究现状,研究了节点的破坏过程,重点阐述了框架节点的受力机理,并对现行各国规范关于框架节点的抗震设计控制体系进行了分类,从而促进混凝土框架节点抗震性能的研究。

关键词：框架节点,受力机理,抗震性能

参考文献

[1]戴瑞同.关于新西兰规范中有关节点设计的两个问题的讨论[A].全国第九届混凝土结构节点与连接学术会议论文集[C].1991.

[2]傅剑平.钢筋混凝土框架节点抗震性能设计方法研究[D].重庆:重庆大学博士学位论文,2002.

[3]李斌.无粘结预应力混凝土扁梁框架节点抗震性能研究[D].福州:福州大学土木工程学院硕士学位论文,2002.

框架节点的抗震设计 篇5

1 材料强度

混凝土强度直接影响框架节点抗剪承载力, 对于承受一定荷载的框架节点, 混凝土强度越高, 则梁、柱的截面尺寸越小, 框架节点核芯区混凝土的承剪截面也相应减小, 在一定配箍率下, 对其抗震性能反而不利。

我国《混凝土结构设计规范》 (GB50011-2010) 提倡使用HRB400级钢筋, 钢筋强度虽然大于HRB335级钢筋, 在相同的设计条件下, 用钢量相对减少, 但是钢筋表面与周边的混凝土粘结锚固能力下降, 在框架节点的高粘结应力区, 钢筋和混凝土的共同作用相对较差, 钢筋易滑移。

2 截面高度不同影响

大小梁高差范围内的节点区也是可能破坏的区域, 虽然按“混凝土小核心”计算配置箍筋可满足其抗剪承载力要求, 但在构造上一般应限制大梁下部纵向钢筋的配筋率, 对一, 二级框架结构分别不宜大于0.85%和0.75%, 其它不宜大于1.0%, 对于荷载效应组合在大梁端部下部不出现受拉区的框架结构可不受此限制。对此节点区域和相邻的一倍大梁梁高范围内柱应加密箍筋, 其体积配箍率不应小于大小梁相交节点区的体积配箍率。

3 梁柱混凝土强度等级不同影响

柱混凝土强度等级高于梁板混凝土强度等级不超过一级时, 或柱混凝土强度等级高于梁板混凝土强度等级不超过二级, 但节点四周均有框架梁时, 节点核心区的混凝土可与梁板相同;

柱混凝土土强度等级高于梁板混凝土强度等级不超过二级, 且不是节点四周均有框架梁时, 节点核心区的混凝土也可与梁板相同, 但应按抗震规范附录D进行斜截面承载力验算;

当不符合上述规定时, 梁柱节点核心区的混凝土应按柱混凝土强度等级单独浇筑, 在混凝土初凝前即浇捣梁板混凝土, 并加强混凝土的振捣和养护, 并在梁端做水平加腋, 以加强对梁柱节点核心区的约束。

4 轴压比, 剪压比

试验研究表明, 在一定范围内轴向压力可提高框架节点核芯区混凝土的抗剪承载力。由于柱轴向压力的作用, 在框架节点核芯区混凝土开裂以前, 柱截面受压区面积加大, 斜压杆作用加强。当混凝土出现裂缝时, 混凝土块体间产生咬合力。随着轴压比的增大, 抗剪承载力相应增大, 但当轴压比超过某一临界值时, 框架节点受压区混凝土产生微裂缝, 使混凝土压碎, 抗剪承载力反而下降。

为了防止框架节点核芯区出现斜拉破坏或斜压破坏, 必须控制剪压比, 即限制配箍率, 避免框架节点核芯区混凝土的破坏先于箍筋的屈服。

5 水平箍筋, 竖向箍筋, 纵向钢筋

在框架节点内配置水平封闭箍筋, 一方面对框架节点核芯区混凝土产生有利约束, 增强传递轴向荷载的能力, 另一方面承担部分水平剪力, 提高框架节点的抗剪承载力。试验表明, 配箍适当的框架节点核芯区出现贯通裂缝后, 混凝土承担的剪力继续增加, 箍筋全部屈服, 混凝土与箍筋同时充分发挥作用, 使节点核芯区受剪承载力在破坏时达到最大。对于配箍较高的节点, 当节点核芯区产生贯通斜裂缝时, 混凝土抗剪承载力达极值, 但箍筋应力还很低, 混凝土破坏先于箍筋屈服, 使得节点核芯区的抗剪承载力达不到预期的最大值, 箍筋不能充分发挥作用。

在水平反复荷载作用下, 框架节点核芯混凝土出现交叉斜裂缝后, 剪力的传递由斜压杆作用过渡到水平箍筋承担水平分力、柱纵向钢筋承担竖向分力以及平行于斜裂缝的混凝土骨料咬合力所构成的桁架抗剪机制, 设置竖向箍筋可承担框架节点剪力的竖向分量, 减少混凝土的负担, 从而提高框架节点的抗剪承载力, 但施工不便。

柱纵向钢筋通常按抗弯要求设置, 沿柱截面的高度方向, 按构造规定也相应配置一定数量的纵向钢筋。这些纵筋与水平箍筋联合对框架节点核芯区混凝土形成双向约束。因此, 合理布置柱纵向钢筋对提高框架节点抗剪承载力有一定贡献, 但增加柱纵向钢筋不像增加水平箍筋那样能显著地提高框架节点的抗剪承载力。

6 偏心影响

在高层建筑设计中, 为了使建筑立面产生与外墙或柱面齐平的效果或产生凹凸错落的效果, 经常要求梁、柱中心线错开, 甚至要求梁侧面与柱侧面重合, 出现大量的大偏心框架节点, 这时框架节点受到附加扭矩之类的次内力作用, 剪力在节点内的传递比较复杂。通过实际震害和试验研究可以发现, 与无偏心框架节点相比, 偏心框架节点抗剪承载力明显下降。

通过以上对影响钢筋混凝土框架节点抗震性能的各种因素的讨论, 在钢筋混凝土框架节点的设计上, 综合“概念设计”和“构造措施”, 确保结构设计安全经济。

摘要：近年来, 随着抗震理论的深入发展, 在钢筋混凝土框架结构的延性设计上, “强剪弱弯, 弱梁强柱, 更强节点”已经成为工程界的共识。而我国《建筑抗震设计规范》 (GB50011-2010) 中用于抗震框架节点设计的主要计算公式是用来确定节点水平箍筋用量的“框架节点核芯区抗震受剪承载力计算公式”, 并未全面考虑到影响。钢筋混凝土框架节点抗震性能的各种因素, 值得进一步探讨研究。

关键词：强度,轴压比,抗震延性,构造措施

参考文献

[1]GB50011-2011建筑抗震设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2010.

[2]GB50010-2002混凝土结构设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2002.

框架节点的抗震设计 篇6

目前国内外对预应力混凝土特别是无粘结预应力混凝土的抗震性能的认识还不明确, 在使用上具有较大分歧, 在我国《建筑抗震设计规范》 (GB50011-2001) [2]中就明确规定, 抗震设计时框架结构的后张预应力构件宜采用有粘结预应力筋, 这在很大程度上限制了无粘结预应力混凝土的应用范围。本文试验设计了1个有粘结预应力混凝土扁梁框架节点与1个无粘结预应力混凝土扁梁框架节点进行拟静力试验, 比较分析有粘结预应力混凝土与无粘结预应力混凝土扁梁框架抗震性能的异同点。

2 试验概况

2.1 试件设计

为了能使试件较真实地反应实际工程中节点的受力状态, 本次试验选择一般多层多跨框架在水平地震荷载作用下中间节点左右梁与上下柱的反弯点之间的梁柱组合体为试件。为了尽量消除尺寸效应的干扰, 梁柱节点试件的尺寸按照1:3的模型相似比进行设计。梁截面尺寸为bb×hb=450mm×200mm, 柱截面尺寸为bc×hc=250mm×300mm。本次试验的混凝土强度等级为C40, fc=14.3MPa, ft=1.43MPa, Ec=32.5kN/mm2;预应力钢筋为7φ5, fptk=1860MPa, fy=1320MPa, Ep=195kN/mm2;非预应力钢筋为Ⅱ级钢, fy=300MPa, Es=200kN/mm2;箍筋为Ⅰ级钢, fy=210MPa, Es=210kN/mm2。试件尺寸及配筋详见图1。

2.2 试验加载装置

本次试验主要是研究预应力混凝土扁梁框架节点在水平反复荷载作用下的抗震性能, 因此采用在节点试件的柱端施加水平反复荷载的加载方案。采用这种加载方案考虑了柱子位移时带来的P—△效应, 因此节点试件的内力状态和实际结构基本一致。试验加载装置图如图2所示。

本试验是在福州大学结构工程试验中心进行的, 试验加载采用美国MTS电液伺服加载系统, 数据采集用英国IMP静态数据采集系统。

2.3 加载方案

本次试验是根据《建筑抗震试验方法规程》 (JGJ101-96) [3]以及相关文献[4]的规定, 采用拟静力试验方案进行预应力混凝土扁梁框架节点在低周反复荷载作用下的抗震性能研究。首先由柱顶的普通液压千斤顶对试件分级施加至预定的轴压比值;随后由固定在柱端的水平作动器施加水平的低周反复荷载, 加载制度 (如图3所示) 为:

1、正式试验前先施加反复水平荷载两次, 以检查试验装置及各测量仪表的反应是否正常, 并对试验人员进行预演。

2、正式试验开始后, 水平荷载的施加采用力—变形双控制的方法:试件屈服前, 采用力控制并分级加载, 接近屈服荷载时减小级差, 每级荷载反复一次;试件屈服后采用变形控制, 以屈服位移值的倍数为级差进行控制加载, 每级荷载反复3次, 直至柱端的荷载—位移曲线进入下降段, 并且下降至极限荷载的85%为止。试验过程中屈服荷载的确定是以控制截面受拉钢筋达到屈服时相对应的荷载作为屈服荷载, 相应的位移作为屈服位移。

3 试验结果及分析

3.1 件的开裂情况和破坏形态 (如图4所示)

3.1.1 无粘结预应力混凝土扁梁框架节点

当作动器施加了3mm (30kN) 的水平荷载时, 试件靠近节点核心区的梁端出现了第一条裂缝。随着水平荷载的增大, 不断有新的裂缝出现在梁上, 而且旧的裂缝也得到了很大的发展。当水平位移增大到24mm (约78kN) 时, 节点核心区出现了第一条剪切裂缝。随着试验的继续进行, 梁上和节点核心区的裂缝不断发展, 节点核心区的裂缝呈网格状, 节点核心区和梁上混凝土开始出现压碎剥落。最后, 当水平位移为96mm时, 节点核心区剪切破坏, 试件丧失承载能力, 试验结束。

3.1.2 有粘结预应力混凝土扁梁框架节点

当作动器施加了2mm (约11kN) 的水平位移时, 试件靠近节点核心区的梁端出现了第一条裂缝。当水平位移为3mm时, 最大裂缝宽度达到0.1mm。当水平位移为6mm时, 最大裂缝宽度达到0.2mm。当水平位移为12mm时, 最大裂缝宽度达到0.28mm, 节点核心区出现了第一条剪切裂缝。当水平位移为18mm时, 最大裂缝宽度达到0.46mm。当水平位移为42mm时, 最大裂缝宽度达到1.2mm, 柱端出现裂缝。随着试验的继续进行, 梁上和节点核心区的裂缝不断发展, 而且节点核心区和梁上混凝土开始出现压碎剥落。最后, 当水平位移增大到105mm时, 节点核心区剪切破坏, 试件丧失承载能力, 试验结束。

3.2 试件的滞回特征

根据图5和图6的比较以及表1的试验数据汇总表, 可以明显看出无粘结预应力筋试件的开裂荷载和节点核心区出现第一条剪切斜裂缝的荷载明显高于有粘结预应力筋试件, 前者的屈服荷载和极限荷载也高于后者;而且, 前者的延性系数高于后者, 由此可以看出无粘结预应力筋试件具有较好的综合抗震性能。

有粘结预应力混凝土扁梁框架节点与无粘结部分预应力混凝土扁梁框架节点的最大差别就在于预应力筋是否与混凝土粘结, 这在很大程度上决定了二者在抗震性能方面的差异。而在预应力混凝土扁梁框架节点结构中, 预应力筋主要分布在梁上, 考虑到塑性铰出现在梁端是满足“强柱弱梁”的有关规定, 因此预应力筋贯穿节点段的性能是起着决定性的作用。下面通过对这两种类型框架节点抗震性能的分析来比较二者抗震性能的优劣。

有粘结预应力混凝土的预应力作用是通过预应力筋同混凝土的粘结应力来施加的, 预应力筋的应变值满足平截面假设, 因此该节点预应力筋的传力模式类似于普通钢筋混凝土结构中非预应力筋的“桁架模型”。在水平地震作用下, 节点两侧梁端将出现正负相反的弯矩值。地震作用较小时, 节点处于弹性工作状态, 而节点两侧梁端预应力筋的应变值相差较小, 不会导致预应力筋与混凝土的粘结滑移, 因此预应力的作用能够得到正常的发挥。但是随着地震作用的增大, 梁端进入屈服状态, 塑性铰区的预应力筋的应变变化较大, 还可能出现屈服, 而且节点两侧预应力筋应变的差值明显增大, 从而处于较为不利的粘结状态。一旦预应力筋与节点核心区混凝土出现粘结滑移, 其传力模式遭受破坏, 失去节点抗剪作用, 最终导致节点核心区刚度与耗能能力明显下降, 致使框架结构震害较为明显。

无粘结部分预应力混凝土扁梁框架节点结构则不存在预应力筋与混凝土粘结的问题, 它的应变值是沿着预应力筋的长度均匀分布的, 其预应力是通过锚具施加在框架结构上, 因此其节点传力模式类似于“斜压杆模式”。即使在承受较大的地震作用时, 梁端出现塑性铰, 塑性铰区的预应力筋应变值仍然较小, 不可能进入屈服状态。虽然非预应力筋与节点核心区混凝土出现了粘结滑移, 其“桁架模型”丧失作用, 但是预应力筋的斜压杆机构仍然在起着继续传递节点剪力的作用, 而且得到了加强。在节点核心区斜压混凝土得到良好约束作用时, 只有当核心区混凝土被压溃, 其传力机构才会最终破坏。

通过上面的比较可以看出, 无粘结部分预应力混凝土扁梁框架节点结构能够承受更大的地震作用, 因此其抗震性能较粘结预应力混凝土扁梁框架节点结构而言更佳。

4 结论

从试验结果看, 无粘结预应力结构的破坏较小, 恢复性较好, 具有良好的抗震性能。采用无粘结预应力混凝土结构形式并不影响扁梁框架结构的整体抗震性能和破坏形态。在合理设计的基础上, 无粘结预应力筋并不会形成薄弱环节并引发结构破坏。因此, 无粘结预应力混凝土扁梁框架应当是可以满足抗震要求的。

摘要：通过一个有粘结预应力混凝土扁梁框架节点和一个无粘结预应力混凝土扁梁框架节点的拟静力试验, 本文对节点的破坏形态、滞回曲线、延性等抗震性能进行初步研究。

关键词：预应力混凝土,扁梁框架节点,抗震性能

参考文献

[1]陈元豹.无粘结部分预应力混凝土框架结构的应用及其抗震性能研究[M].福州大学硕士研究生论文.

[2]中华人民共和国国家标准.GB50011-2001建筑抗震设计规范[S].北京:中国建设工业出版社, 2008.

[3]中华人民共和国国家标准.JGJ 101-96建筑抗震试验方法规程[S].北京:中国建设工业出版社, 1997.

框架节点的抗震设计 篇7

1 结构抗震设计的要求

底部框架抗震墙砖房具有上刚下柔, 上重下轻的特点, 房屋的震害程度与房屋的平面布置和上下墙体的相对位置, 以及上下层的层间侧移刚度比等密切相关。

1.1“强柱弱梁”原则

底部框架抗震墙砖房框架设计遵循的一个基本原则就是:“强柱弱梁”、“强节点弱构件”原则。目的是使框架结构在强烈地震作用下, 塑性铰先出现在梁端, 后出现在柱端。如果框架的任一柱端先出现塑性铰, 可能会引起同一层其它柱端相继出现塑性铰, 房屋因此而倒塌。但是底层框架梁因为要承担竖向荷载引起的较大弯矩, 截面较大, 因而在截面抗弯强度的计算上满足“强柱弱梁”的要求很困难, 所以在构造上特别是箍筋的配置上应尽量实现“强柱弱梁”的设计原则。

1.2 结构平面设计讲究均匀性、整体性

建筑平面布置应简洁、规则、对称, 并尽可能减少上部砖房单元形式。上部砖房纵横墙均匀对称布置, 沿平面内宜对齐, 同一轴线的窗间墙宽度宜均匀。楼梯间不设置在房屋的尽端和转角处, 烟道、风道等不宜削弱墙体。下部框架抗震墙结构, 则要求柱网对应上部砖房布设, 尽可能使较多墙体落于柱网上。尽可能的将抗震墙对称分散布置, 使纵横向抗震墙相连, 纵向抗震墙应布置在外纵轴线, 增强抗倾覆能力, 避免出现低矮抗震墙 (高宽比小于1) , 使层间刚度比使得结构的刚度中心与质量中心重合, 减少地震作用下结构产生的扭转效应。

1.3 结构立面的均匀性、连续性

底部框架抗震墙砖房结构的显著特点就是“上重下轻”。为尽可能降低结构重心, 应严格控制房屋层数和总高, 根据《建筑抗震设计规范》 (GN50011-2001) , 底部结构层高不应超过4.5m。上部砖房各层建筑功能保持一致, 墙体竖向应对称连续。对于出屋面的楼梯间, 水箱间由于刚度突变, 地震时容易引起鞭稍效应, 所以要尽可能地降低层高。只有建筑设计做到竖向规则连续才能保证竖向强度和刚度的均匀性, 避免上部砖房出现薄弱层, 减少应力集中和变形集中。

2 抗震墙砖房的抗震设计

2.1 底层框架抗震墙的设计

目前, 底层框架抗震墙砖房的底层设计归纳起来存在以下三方面的问题:

底层为大商场等有大空间使用要求时, 底层抗震墙 (一般为砖墙) 设置得很少, 其底层的侧移刚度比纵横墙较多的第二层小得多。这种结构由于其地震倾覆力矩主要由钢筋砼框架柱承担, 使得底层钢筋砼框架柱的承载能力大为降低, 底层成为较薄弱的楼层;在强烈地震作用下底层成为弹塑性变形和破坏集中的楼层, 危及整个房屋的安全。要解决以上问题, 首先, 建筑平面布置时, 应考虑在适当部位布置一些墙体。其次, 采用钢筋砼抗震墙来代替砖抗震墙, 一片相同厚度、高度和长度砼墙的抗侧刚度是砖墙的好几倍, 既可减少墙面数又能保证底层的侧移刚度。

建筑一面临街, 且纵向临街面一般不布置抗震墙, 使得抗震墙数量过少, 底层平面布置不对称, 导致在地震时产生扭转效应而加重房屋的破坏。解决这个问题, 应在沿街侧外纵墙上布置一定数量的钢筋砼抗震墙, 另一侧外纵墙上布置刚度相当的砖抗震墙, 使底层的刚度中心与形心基本重合。

底层沿纵向分成几个较大空间, 一些设计方案把分隔横墙设计成为带构造柱、圈梁的砖墙, 使得底层的横向与纵向均不能形成完整的框架抗震墙体系。在地震作用下这些分隔墙因侧移刚度大而先开裂, 又因其承载能力和变形能力较钢筋永框架差而破坏严重, 并且过早的退出工作, 产生弹塑性内力重分布, 导致底层框架抗震墙部分破坏严重。因此, 结构布置时必须将底层布置成纵横向框架抗震墙体系, 避免以上问题的产生。

2.2 过渡层的设计

抗震墙砖房的二层称为过渡层。此层担负着传递上部的地震剪力和上部各层地震力对底层楼盖的倾覆力矩引起楼层转角对第二层层间位移的增大, 因而此层受力复杂, 也显得非常重要。对于底部框架抗震墙砖房, 当底层按抗震规范要求设置一定数量的抗震墙后, 房屋底部的侧向刚度和水平承载力有较大提高;此时如果忽略过渡层墙体的侧向刚度和水平承载力的降低, 可能使房屋的过渡层成为薄弱层;由于过渡层砖砌体的变形能力较底层相对较差, 因而将降低这种房屋的抗震性能。为避免上述情况发生, 应加强过渡层墙体的抗震构造措施。二层构造柱配筋较上部同一位置构造柱配筋加大一级, 二层构造柱下端箍筋适当加密, 构造柱纵向钢筋锚入底层框架柱、梁内40d;除按抗震规范设置构造柱外, 应根据房屋层数、设防烈度适当增设构造柱, 尤其是在底层有抗震墙的位置, 以改善整个结构传递水平力的性能;另在房屋四周外墙, 在纵横墙交接处均宜设构造柱, 以增加上部砌体结构与底部钢筋砼框架抗震墙结构的连接和整体性, 避免由于房屋上部及底部材质不同, 结构的自振频率不完全一致, 在地震作用下因上、下部连接不强而在二层楼面处形成脱接。

3 底部框架结构抗震设计中应注意的问题

3.1 注重概念设计

选择对抗震有利的建筑场地, 简化建筑体型, 讲究规则对称, 质量和刚度变化均匀, 抗震结构体系合理、明确等是确保抗震设计合理的基本设计内容。同时抗震设计应满足“小震”不坏“, 中震”可修和“大震”不倒的设防目标。《建筑抗震设计规范》 (GBJ50011-2001) 的第7.1.8条规定, 底部应沿纵横两方向均匀对称布置框架-抗震墙体系, 并重点强调底部抗震墙应是双向、对称布置并纵横抗震墙相连。由于底部框架墙结构中的剪力墙属低矮墙, 其抗剪刚度相对较大, 如果布置的墙肢较长、平面形式复杂, 很容易出现局部刚度过大, 受力过于集中的现象, 甚至经常出现只布置极少的剪力墙就满足上下层抗侧刚度比限值的情况。如果不作处理, 则会造成建筑的刚度中心对质量中心的偏心距较大, 地震力作用下会对结构产生扭转效应。

底部框墙结构的柱网不宜过大, 一般控制在7.5m左右, 并且框架梁上悬墙数目不应超过一道。首先从使用功能上, 底框结构大多为商住楼, 该跨度对应上部可分割为两开间, 无论上部为住宅楼, 还是办公楼, 开间尺寸都必须以满足砌体结构所能实现的功能。

3.2 严格控制侧移刚度比

现行抗震规范对底层框架砖房第二层与底层的侧移刚度比不仅会影响地震作用下的层间弹性位移, 而且对层间极限剪力系数分布、薄弱楼层的位置和薄弱楼层的弹塑性变形集中都有很大影响。因此应严格的限制侧移刚度比, 设计中并对此作控制性验算。这是因为该比值分析结果表明, 当>2时, 在强烈地震作用下会造成薄弱的底层弹塑性变形集中, 弹性位移增大, 会加速底层的破坏;但当<1.2, 特别是<1.0时, 由于底层纵横向抗震墙设计过多, 底层过强, 又会使薄弱楼层转移到上部抵抗变形能力相对较差的砖房层, 这也是不利的。所以, 规范GBJ50011-2001规定, 6度、7度时不应大于2.5, 8度时不应大于2.0, 且均不应小于1.0, 实际设计时控制在1.5左右为宜。

3.3 结构体系要合理

底部框架砖房的底层或底部两层均应设置纵横向的双向框架体系, 因为底部的地震剪力按各抗侧力构件的刚度分配, 在这些结构混用的体系中, 砖墙较框架的抗侧力刚度大得多, 在地震作用下, 砖墙先开裂破坏, 而砖墙的变形能力较框架要差得多, 这样会形成砖墙构件先退出工作, 导致加重半框架或部分框架的破坏。

结论

底部框架抗震墙砖房上部和底部抗震性能差异较大, 由于其结构形式特殊, 设计不合理讲导致地震时的严重破坏。设计房屋的平面规则对称、控制底层和过度层的刚度比, 合理布置底部框架抗震墙砖房的结构体系等, 能使底部框架抗震墙砖房具有较大的抗震能力和良好的抗震性能。

参考文献

[1]蔡红卫.浅析底部框架抗震墙砖房抗震设计[J].山西建筑, 2006.

[2]杨红卫, 薛严涛, 朱永权.底部框架结构抗震性能及抗震设计研讨[J].工程抗震, 2001.

框架节点的抗震设计 篇8

关键词：过渡层,抗震分析,侧向刚度,构造要求

0前言

底部框架-抗震墙砌体房屋是指底部一层或二层为空间较大的框架抗震墙结构、上部为多层砌体结构, 主要由于底层需要大空间, 而上方各层允许布置较多纵、横墙的房屋。与底部框架-抗震墙相邻的上一层砌体楼层就为过渡层, 其受力比较复杂, 担负着传递上部地震剪力和倾覆力矩的作用。从已有的试验结果及各类震害来看, 过渡层的砌体墙开裂先于其他楼层的砌体墙, 是破坏集中的楼层。

1 底部框架-抗震墙砌体房屋的过渡层受力特点

底部框架-抗震墙砌体房屋是两种不同材料的混合承重房屋, 两种材料抗震性能不同, 底部框架-抗震墙结构为刚柔性结构, 主要依靠框架来承受竖向荷载, 钢筋混凝土墙或砌体墙来承受水平地震力。上部砌体结构是刚性结构, 依靠砌体 (脆性材料) 进行抗剪。上部结构的地震水平力, 要通过过渡层底板传递给下部的抗震墙, 完成上下层剪力的重新分配, 协调两种材料的侧向变形, 因此要求过渡层底板具有足够的水平刚度和平面内抗弯强度。不会因其平面内弯曲变形过大, 使框架产生无法承受的柱顶位移, 而导致框架结构失效。

2 地震作用分析

震害表明, 底部框架-抗震墙砌体房屋的抗震性能较差。在高烈度区, 其抗震性能甚至低于同高度的多层砖房。由于房屋的竖向刚度在底层和二层之间发生突变, 在底层产生变形集中, 震害多发生于底层, 表现出“上轻下重”的震害特点。底部框架-抗震墙的破坏状态一般为延性破坏, 上部砌体部分的破坏状态为脆性破坏。一般来说底层的框架-抗震墙结构为房屋的薄弱层, 但是由于底层结构的延性优于上部砌体结构, 因而当底层与第二层的刚度相近时, 有可能由于第二层延性较差而出现薄弱层向第二层转移的情况。

3 过渡层的构造要求

3.1 过渡层墙体的构造

在竖向均布荷载作用下, 过渡楼层墙体处于压剪或拉剪应力状态。试验表明, 过渡楼层墙体的水平承载力降低, 其砖墙开裂先于其他楼层的砖墙, 是形成破坏集中的楼层, 在设计中应采取相应的抗震措施提高墙体的抗剪和平面外的抗弯能力。过渡层应适度提高砌筑砂浆的强度等级, 采取增加构造柱的配筋率和构造柱数量等措施。过渡层每开间设置构造柱和圈梁, 形成弱框架体系, 将增强过渡层传递地震剪力的能力, 增加其延性和耗能能力。同时对抗震横墙的最大限值参照GB50011-2010《建筑抗震设计规范》, 见表1。

3.2 过渡层板底的构造

底部框架-抗震墙砌体房屋的底层顶板称为过渡层的底板, 他是连接上部砌体房和底部框架-抗震墙结构的重要构件。在地震作用下, 过渡层部位应力及变形集中与突变现象。由于底层框架、抗震墙的抗侧移刚度和抗转动刚度都有较大的差别, 过渡层的底板不仅需要传递水平地震剪力使其在抗震框架和抗震墙之间得以分配, 因而需具有较大的水平刚度。而且过渡层的底板作为上层砖结构的底面边缘构件还要与上层砖结构形成一体而共同作用, 将上方各层水平地震作用引起的倾覆力矩分配到底层结构。倾覆力矩引起过渡层底板转动, 导致过渡楼层层间位移增大, 受力十分复杂。所以, 过渡层的底板必须具有较大的整体性, 为此宜采用现浇钢筋混凝土楼盖以保证其水平刚度, 并宜设置边缘构件。混凝土强度不低于C20, 垂直框架方向的纵向钢筋应通长设置。过渡层的底板应采用现浇钢筋混凝土板, 板厚不应小于120 mm, 并应少开洞、开小洞, 当洞口尺寸大于800 mm时, 洞口周边应设置边梁。

4 侧向刚度比的合理取值

由于底层框架-抗震墙砌体结构的底层和上层采用不同的材料及结构型式, 致使层间侧移刚度相差较多。故沿高度方向的弹塑性层间位移分布有其独特特点。图1列出了底层框架-抗震墙砌体房屋在多遇地震作用下各层弹性层间位移值和罕遇地震作用下各层弹塑性层间位移值。可以看出, 在小震作用时, 弹性工作阶段, 弹性层间位移反应比较均匀;大震作用时, 弹塑性变形集中。从层间变形情况知, 底层和过渡层的弹塑性变形发展比较充分, 是薄弱层, 在大震作用下将率先屈服, 发生很大的弹塑性变形集中而可能导致结构倒塌。由于截面抗震承载力验算是按小震作用进行的, 局限于弹性工作范围, 薄弱层通常也能满足抗震承载力验算要求, 计算中很难被发现。但是在此类结构中, 这种刚度突变又是不可避免的, 只能在设计中采取措施予以控制, 使在地震作用下底部框架-抗震墙砌体房屋的弹性层间位移反应比较均匀, 减少在强烈地震作用下的弹塑性变形集中, 从而提高房屋的整体抗震能力。重要的措施是通过在底部的纵横向设置一定数量的抗震墙, 控制底部框架-抗震墙与上部结构的侧向刚度比, 使底层抗侧移刚度与上面各层的层间抗侧移刚度尽可能接近。底部框架-抗震墙与上部砌体结构的侧向刚度比的合理取值和控制范围, 既应包括弹性层间位移反应得均匀, 又应包括不至于出现突出的薄弱楼层。试验研究表明:

1) 过渡层与底层的侧向刚度比在1.5左右时, 虽然底层的弹塑性最大位移反应仍偏大一些, 但是弹塑性变形集中的现象要好得多, 能够发挥底层框架-抗震墙变形和耗能能力大的抗震性能, 而且上部砌体房屋破坏不严重, 有利于结构的整体抗震。

2) 当第二层与底层的侧向刚度比小于1.2, 特别是小于1.0时, 底层钢筋混凝土墙设计得多而大, 底层抗震的极限剪力较上部多层砌体房屋的各层大, 薄弱楼层不再是底层而是上部砌体房屋层间极限剪力相对较小的楼层。

3) 底层框架抗震墙砌体房屋的第二层与底层的侧向刚度比宜控制在1.2~2.0之间。当设有钢筋混凝土抗震墙时可适当放宽, 但不应大于2.5, 当仅设嵌砌于框架的实心砖墙时不应大于2.0。

5 结束语

通过上述的分析和证明可知, 过渡层受力比较复杂, 且上下部结构材料不同, 刚柔度不同, 在地震荷载作用下, 是破坏集中的楼层, 需要加强构造措施来保证其强度, 如加强过渡层墙体的构造、过渡层板底的构造并合理取侧向刚度比。

参考文献

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