高等钢结构塑性设计及抗震作业

1、高等钢结构原理第三、四章学生作业系 （所）：建筑工程系学 号：1332520姓 名：曾敏培养层次：硕士2013年11月26日3.1b 综述有关各种改进塑性铰法、各种塑性区方法的研究和应用进展。1. 改进塑性铰法对于主要发生弹性屈曲的细长构件，弹塑性铰法与塑性区法计算结果符合很好；然而对于发生较大屈服并伴随塑性扩展的粗短构件，由于忽略了屈服沿构件的扩展，不能考虑构件因渐进屈服过程造成的刚度削弱，用弹塑性铰法预测构件承载能力误差较大，所以许多学者提出了改进塑性铰法。prakash等改进了塑性铰法并推出了drain-3dx分析软件，材料的非线性用截面纤维的应力-应变关系体现，由轴向力引起的几何非线性

2、用几何刚度矩阵体现，但是由轴向力和弯曲相关作用引起的几何非线性不予考虑。该方法高估承受大轴向力构件的强度和刚度。liew等使用的改进塑性铰法中，残余应力用传统的梁-柱有限元模型考虑，材料非线性以计入描述材料屈服面-边界面的非弹性参数的方式考虑。该方法对仅承受轴向力的短构件低估其屈服强度最大达7%。chen等所用的改进塑性铰法用稳定函数考虑几何二阶效应，crc切线模量考虑残余应力，同时也提出了处理几何缺陷的具体方法1。但应用起来仍有局限。chan2,3等人首次提出点平衡插值单元（pep 单元）代替稳定函数，实现了一根结构杆件采用一个计算单元，该计算单元能够考虑初始弯曲缺陷，计算效率和收敛性更好，

3、计算精度也很高。总的来看，liew、chen等人发展的改进塑性铰法可以考虑以下两种刚度退化：1）塑性铰形成截面的刚度退化。2）两塑性铰之间构件的刚度退化。这种方法和弹塑性铰法一样简单有效，同时保持了对结构体系及其构件承载能力和稳定性计算的较高精度。经过多年的研究，改进塑性铰法在分析二维框架的平面内分析方面已比较成熟，开始向空间框架高级分析延伸。有研究者主张先利用现有塑性铰法进行平面内分析，再进行考虑残余应力和初始几何缺陷的基于非线性侧向屈曲分析的实用高级分析。这方面的例子见文献4,5。文献4用lrfd公式计算不同侧向支撑长度下的侧向扭转屈曲强度，如果无侧向支承的长度超过发生全截面（面内）屈服的

4、极限长度，则用侧向（弹性或非弹性）扭转屈曲强度代替全截面屈服强度，代入考虑轴向力与弯矩相关作用的截面塑性强度公式（aisc-lrfd双线性相关公式）。文献5分别进行平面内分析和平面外屈曲分析，用“有效刚度法”综合考虑所有材料非线性、残余应力和几何缺陷对平面外屈曲的影响。对空间框架的分析见文献1,6-7。其使用的分析单元共12个自由度（每个端部6个），忽略了翘曲约束的影响。另外，对改进塑性铰法高级分析其他有关问题的研究也取得了进展。chen等研究了钢框架的半刚性连接问题，使得结构整体分析中可以考虑连接的半刚性及其剪切变形影响。kim等又进一步研究了考虑局部屈曲效应、应变反转的方法以及有关弱轴弯曲

5、的处理办法。关于改进塑性铰法在抗震设计中的应用方法可参考文献8。改进塑性铰法可以考虑二阶效应、材料非线性和几何缺陷等多种非线性因素的影响，利用计算机程序对钢框架进行整体分析，并且具有对计算机性能要求不高、计算省时同时又可以满足工程设计精度要求等优点，有可能取代当前各国规范普遍采用的基于单构件设计的方法，成为实用的二阶非线性钢框架设计方法。但是因为塑性铰法没有像塑性区法一样将截面分成面积分区，所以很难精确考虑局部屈曲和平面外屈曲特别是翘曲效应，对局部变形、翘曲与轴向力和弯矩间的相关作用、端部翘曲约束的模拟还比较困难。目前该方法一般不考虑屈曲前效应和屈曲后效应。2. 塑性区方法塑性区法用于结构分析

6、较早，国内外的研究成果相对多一些。在国外，vogel于1985年用塑性区法（塑性分配法）分析了紧凑型截面二维框架，其结果被广泛用作检验框架分析精确程度的标准。2000年，avery分析了非紧凑型截面框架，给出了详细的壳单元分析模型，并且做了大型试验检验其分析模型的精度。2002年，jiang等利用塑性区法进行三维钢框架非线性分析，用塑性扩展模型模拟结构构件，考虑了残余应力、初始缺陷以及压力、弯曲和扭转的耦合效应，但限制局部屈曲，不能考虑侧向扭转屈曲。其所编制的计算机程序要达到塑性铰法程序相同的精度，需要将构件划分为7个单元，这也证实了塑性铰法的效率。国内的王孟鸿采用薄壁构件理论考虑了构件截面翘

7、曲的影响，进行了各向同性损伤理论塑性区分布模型的弹、塑性区双重非线性分析，以及考虑局部屈曲、节点区变形和半刚性连接的三维空间钢结构非线性分析，并且在理论分析基础上编制了实用的三维空间钢结构的弹、塑性分析软件9。目前塑性区法主要分为两类：（1）基于梁柱单元的塑性区方法。先将构件划分为若干段、若干片（截面），再细分为若干条（纤维），可考虑正应力和整体初始几何缺陷对塑性发展的影响。结构在屈服后的力与变形计算需要迭代求解，在目前阶段的工程设计中还不能应用，只限于以下几个方面：1）钢结构细部特性研究；2)验证简化方法的精度；3）对比试验结果；4）导出设计公式和实用图表；5）特殊的设计问题。（2）基于三维

8、壳单元的塑性区方法。基于塑性变形理论的弹塑性分析方法，可同时考虑正应力和剪应力对塑性发展的影响，也可同时考虑整体初始几何缺陷和局部初始几何缺陷对塑性发展的影响。但需要采用大量的三维壳单元来模拟结构，并运用复杂的数值积分来计算弹塑性刚度矩阵，计算量极大，只适用于小型结构分析以及需要考虑结构局部板件失稳和屈曲等细部特性。很多学者认为塑性区法是真正意义上精确的弹塑性分析方法。但是由于划分的单元数量特别多，造成结构的整体刚度矩阵十分庞大，在计算机计算分析过程中会导致较大的截断误差，迭代过程中更容易发散，耗时较长，计算费用很高。目前许多大型非线性分析软件采用了塑性区法，或者包括塑性区法的多种混合方法。这

9、些软件包括abaqus、ansys、marc等通用的商业软件。随着个人计算机性能的快速提高，用这种方法进行大型结构的分析和辅助设计是可能的9。3.2c 国外钢结构相关规范(ec3)如何进行钢梁柱连接节点分类？欧洲规范(ec3）对钢梁柱连接节点有按刚度和按强度分类两种方法。1按刚度分类通过其初始转动刚度与分类边界刚度的比较，节点可分为刚性节点、名义铰接节点和半刚性节点。另外，也可以根据试验结果、先前类似情况的经验或基于实测数据的计算分析对节点进行分类。（1）基本要求1）刚性节点应具有足够的转动刚度以便结构分析时可认为此处完全连续。2）既不能满足刚性节点要求又不能满足名义铰接节点要求的节点应看作半

10、刚性节点。半刚性节点应能够通过节点的设计弯矩转角特性来预计构件相互作用的程度。同时，半刚性节点应能够传递内力和弯矩。3）名义铰接节点，需要能够传递内力，但是不传递明显的弯矩，以至对构件和结构整体造成不利影响。同时，名义铰接节点应能够承受设计荷载产生的转角。（2）除柱基以外的其他节点的分类边界，如图3.1所示。区域1中的节点当其刚度满足式3.1时，为刚性节点： （3.1）式中：，适用于支撑体系可减小至少80%水平侧移的框架结构；，适用于其他框架结构，假设每层区域2中的所有节点都为半刚性节点，区域1和3中的节点有的也可看作半刚性节点。区域3中的节点当其刚度满足式3.2时，为名义铰接节点： （3.2

11、）注：对于的框架，其节点应视为半刚性节点。以上各式中：该层顶端所有梁的平均值；该层所有柱的平均值；梁截面的惯性矩；柱截面的惯性矩；梁的跨度（柱中到柱中）；柱的层高；（3）在支撑体系可减小至少80%水平侧移且变形的影响可忽略的框架结构中，柱基可看成刚性节点。当框架结构满足以下条件之一时，变形的影响可忽略：1）；2）且；3）且；4）；以上各式中：假定柱两端铰接时柱的长细比；，柱截面的惯性矩，柱的层高；图3. 1 节点分类边界图2按强度分类通过节点抗弯承载力设计值和与其相连的构件的抗弯承载力设计值的比较，节点可分为全强度节点、名义铰接节点、部分强度节点。（1）名义铰接节点名义铰接节点应能够传递内力，

12、但是不产生明显的对构件和结构整体造成不利影响的弯矩。当节点具有足够的转动能力，但其抗弯承载力设计值（）不大于全强度节点的抗弯承载力设计值的0.25倍时，应看作名义铰接节点。（2）全强度节点全强度节点的抗弯承载力设计值应不小于与其相连的构件的抗弯承载力设计值。如果某节点满足图3.1中的准则，可认为此节点为全强度节点。3.2 全强度节点图（3）部分强度节点既不满足全强度节点要求又不满足名义铰接节点要求的节点，可看作部分强度节点10。3.3b 简述剪力和钢材应力-应变曲线强化对受弯截面的极限抗弯承载力的影响。1. 剪力的影响（1）边缘屈服法则构件中的截面，通常是承受弯矩和剪力的。同一截面上，弯曲正应

13、力最大值的点和剪应力最大值的点一般不在同一位置。在边缘屈服准则下，正应力和剪应力的强度极限可以分别独立考虑，即剪力对极限抗弯承载力无影响。但是截面上有些部位可能同时产生较大的弯曲应力和较大的剪应力，这时可根据材料力学第四强度理论来判断这些点是否达到屈服。计算公式如下： （3.3）在边缘屈服准则下，剪力降低了极限抗弯承载力。（2）全截面塑性法则但若以截面完全达到塑性作为极限状态来考虑，截面抗弯承载力和抗剪承载力是互相关联的： （3.4）按理想弹塑性模型考虑，截面能承受的弯矩将低于极限弯矩，即剪力降低了极限抗弯承载力。一些文献对受弯受剪截面的强度作了理论分析。在工程常用截面的范围内，当截面上最大剪

14、力不超过腹板截面的剪切屈服承载力，即，在板件不发生局部失稳的条件下，剪力对极限弯矩的影响并不大，可以不予考虑11。2钢材应力-应变曲线强化的影响钢材实际应力-应变关系不是完全弹塑性，而是具有强化阶段（）。截面上弯距和剪力都大时，很快进入该阶段，使极限弯距大于。考虑钢材应力-应变曲线强化的影响，的存在不会降低，甚至提高。这已经在许多试验中已证明了。3.4c 什么是merchant-rankine破坏准则？如何应用merchant-rankine破坏准则来修正一阶刚塑性分析和一阶弹塑性分析结果？1 merchant-rankine破坏准则的定义merchant-rankine破坏准则（式3.5）是

15、预测结构的屈曲趋势导致其承载能力降低到低于其塑性极限承载力的程度的准则。 （3.5）式中：刚塑性破坏荷载系数，为一阶刚塑性分析破坏荷载，为结构上施加的总荷载设计值；弹性临界荷载系数，为弹性临界荷载（第一阶屈曲模态）；修正破坏荷载系数，为考虑效应后的修正破坏荷载。令施加的荷载等于极限状态荷载时，必须不小于1.0。在上述公式中，应用merchant-rankine破坏准则检验结构的承载力是非常简单的，但是还要计算一系列的轴力、剪力和弯矩来验算构件的稳定性。1 merchant-rankine破坏准则的应用（1）对一阶弹塑性分析结果的修正通过引入系数，merchant-rankine破坏准则可用于一

16、阶弹塑性分析。塑性铰形成时，作为一个折减系数用于荷载系数的计算（见式3.6和图3.3），即将一阶弹塑性分析所得的塑性极限承载力乘以的系数。（3.6）图3.3 荷载-挠度曲线（2）对一阶刚塑性分析结果的修正应用该方法的具体步骤如下：（1） 选择初始截面；（2） 计算初始截面的临界屈曲荷载；（3） 计算系数；（4） 根据merchant-rankine破坏准则，将截面的塑性承载力除以；（5） 利用第（4）步得到的塑性承载力对结构进行刚塑性分析；（6） 验算第五步得到的破坏荷载系数1.0。（7） 1）或2）1）用系数放大所有内部弯矩和内力，以产生一系列的内力来验算构件的稳定性；2）利用折减后的抗力来

17、验算一阶分析所得的弯矩和力。参考文献：1 w.f.chen, seung-eock kim, se-hyu choi. practical second order inelastic analysis for three-dimensional steel framesj. steel structures, 2001, 1: 213-223.2 s. l. chan non-linear behavior and design of steel structuresj. journal of constructional steel research, 2001, 57(12): 1217

18、-1231.3 s. l. chan, h. y. huang, l. x. fang advanced analysis of imperfect portal frames with semirigid base connectionsj. journal of engineering mechanics, 2005, 131(6): 633-640.4 seung-eock kim, jaehong lee. improved refined plastic-hinge analysis accounting for lateral torsional bucklingj. journa

19、l of constructional steel research, 2002, 58:14311453.5 k. wongkaew, w.-f. chen. consideration of out-of-plane buckling in advanced analysis for planar steel frame designj. journal of constructional steel research, 2002, 58:943965.6 j.y. richard liew, l.k. tang. advanced plastic hinge analysis for t

20、he design of tubular space framesj. engineering structures, 2000, 22:769783.7 seung-eock kim, moon-ho park, se-hyu choi. direct design of three-dimensional frames using practical advanced analysisj. engineering structures, 2001, 23: 14911502.8 chen i-hong, and chen wai-fah. major design impact of 19

21、97 lrfd steel seismic code revision in usaj. journal of structure engineering, 2000, 27:1-16.9 李文岭，郝际平. 钢框架高级分析中的改进塑性铰法j. 建筑中文网，2006. http:/www. pipcn. com /research/ 200603/ 8489.10 european committee for standardisation. bs en 1993-1-8: 2005 eurocode 3: design of steel structures，part 1-8: design

22、of joints. cen (comité européen de normalisation)，2005.11 沈祖炎，陈扬骥，陈以一. 钢结构基本原理m. 第二版. 北京：建筑工业出版社，2008：152.4.1a多高层钢结构框架梁柱刚性连接断裂破坏的主要原因是什么？为防止框架梁柱连接脆性破坏可采取什么措施？如何评价这些措施？1钢框架梁柱连接断裂破坏（如图4.1）的主要原因是1：（1）衬垫板在施焊后没有除去，它和柱翼缘之间的缝隙形成人为裂纹，如图4.2。（2）梁腹板切角较小，使焊缝在腹板处不易焊好，也难于检查，以致留下严重缺陷。（3）厚度大的柱翼缘和柱横向加劲肋对变形

23、的约束作用使梁翼缘超负荷，其连接焊缝处于三向拉伸的应力状态，延性受到限制。（4）焊缝金属的韧性偏低。（5）地震作用大，应变速率大，使得材料断裂韧性下降。（6）所用钢材的实际屈服点比标准值高出很多，以致塑性不能开展。（7）焊接残余应力引起的应力集中。图4.1 梁柱连接节点的脆性断裂1图4.2 人工缝22防止框架梁柱连接脆性破坏的措施及其评价1：（1）保留全焊接连接型式，实行以下改进措施：1）除掉下翼缘的衬垫板，进行清根和补焊，并加焊韧性良好的角焊缝。2）改变腹板下角的切角形状和尺寸，并对火焰切割边缘打磨抛光。3）对焊缝韧性提出要求。评价：抗震规范gb50011-2010对全焊接连接的要求主要参考

24、日本技术资料。如允许保留梁下翼缘焊缝的衬垫板，只要在下面加焊约6mm的角焊缝即可。翼缘角部的切角形状和尺寸也不同于美国资料。焊缝的冲击韧性在-20时要求27j，比美国资料宽松。上述改进措施只能减缓焊缝开裂，没有降低梁翼缘超负荷状态。（2）利用保险丝的概念，在节点之外设置一个薄弱环节。在大震来临时，薄弱截面进入塑性并耗散能力，从而使梁柱连接焊缝不受损伤。gb50011-2010在条文说明中推荐骨形连接，如图4.3所示。在距梁端150mm处开始，对梁翼缘形成月牙形的切削面，切削后的梁翼缘形成月牙形的切削面，切削后的梁翼缘截面不宜大于原截面的90%，应能承受按弹性设计的多遇地震组合下的组合内力。图4

25、.3 骨形连接1为进一步提高梁端的变形延性，可根据梁端附近的弯矩分布，对梁端截面的削弱进行适当设计，使得梁在一个较长的区段（同步塑性区）能同步地进行塑性耗能（如图4.4）。建议梁的同步塑性区l3的长度取为梁高的一半，使梁的同步塑性区各截面的塑性抗弯承载力比设计值同等的低510%，在同步塑性区的前后各有一个长l2=l4=10cm左右的光滑过渡区，过渡区离柱表面l1=510cm，以避开热影响区。图4.4 同步塑性设计示意图此外，也可切除梁端一小段腹板或在梁端附近腹板上开孔以形成薄弱环节。评价：梁翼缘局部削弱会影响框架的刚度。（3）加强梁与柱连接的截面，如在梁端加腋（图4.5a）、在翼缘外侧加盖板（

26、图4.5b）、扩大梁端（图4.5c）、采用翼缘板式连接（图4.5d）3。 （c） （d）图4.5 加强梁端截面1,3评价：这种方案比较适宜于现有结构的加固。增强部分可以如图所示在工地用焊缝连接，也可以改用高强螺栓连接。（4）采用新型的连接型式。如图4.6，梁上下翼缘用角钢连接，但腹板不用连接角钢而是在梁高度范围内设几道高强度后张钢索，使梁与柱之间产生抵承压力，这种节点完全不用工地焊缝，连接的初始刚度可达到典型焊接连接水平。在地震作用下，梁柱基本上处于弹性阶段，由连接角钢的塑性变形来承担耗能任务。震后损坏的只是角钢，易修复。评价：试验研究表明连接的抗震性能良好。图4.6 配置后张索的连接节点1（

27、5）严格控制焊接工艺操作，重要的部位由技术等级高的工人施焊，减少梁柱连接中的焊接缺陷。4.2b 综述适用于钢构件、钢节点、钢连接的几种滞回模型和损伤指数。1. 滞回模型适用于钢构件、钢节点、钢连接的滞回模型有普通双线性模型、三线性模型、指向峰值模型、捏拢模型、连续光滑曲线模型等。普通双线性模型未考虑刚度和强度退（软）化，指向峰值模型考虑了刚度退化，而捏拢模型考虑了刚度和强度退化。它们的表现形式、特点及应用见表4.1.表4.1 常用滞回模型的归类及应用4此外，国内外学者还提出了很多考虑损伤的滞回模型。如文献5针对“强柱弱梁”形式的焊接节点，提出了考虑损伤的节点双线性模型，并以此推导出节点滞回全曲

28、线简化计算方程，提出了计算模型中4个独立参数的计算方法。2. 损伤指数影响钢构件、钢节点、钢连接的损伤指数d的因素相当复杂，人们提出各种各样的分析方法，归纳起来主要从三个方面着手：由退化的角度，包括刚度退化和每次循环滞回能的退化；由变形角度，从构件变形方面，应变塑性率方面；由变形和能量角度的综合考虑4。（1） 考虑退化方面1963年，rabotnov 定义损伤指数 d 衡量材料或结构的受损程度。损伤指数对构件的影响反映在有效面积的减少上面。 (4.1)其中，a 为材料截面原面积，a为损伤后材料截面有效面积。损伤指数0d1；当d=0时，材料无损伤；d=1时，材料完全破坏。据此定义有效应力为外加载

29、荷 f 有效面积 a之比： (4.2)leimaitre在 1971 年提出的著名的 lemaitre 应变等效假设，成为连续损伤力学的重要理论基础。这一假设是：损伤单元在应力作用下的应变与无损单元在有效应力作用下的应变相同，即对于一维线弹性材料： (4.3)其中为材料应变，e为材料弹性模量，d为损伤指数。和分别为名义应力和有效应力。损伤体现在材料刚度e退化5。（2） 考虑变形方面1999年，董宝等人在考虑损伤积累影响的钢柱空间滞回过程的仿真中，采用塑性应变来计算损伤指数d。2002年，李杰等人在抗震焊接接头在模拟地震循环荷载作用下累积损伤的研究中，损伤指数d也是以塑性应变为损伤参数。（3）

30、综合考虑变形和能量2004年李洪泉等人通过损伤指数来定量确定结构的剩余刚度和强度，采用的损伤指数是以位移和累积滞回耗能描述的双参数损伤函指数d4。4.3b钢支撑的滞回曲线有何特点？有限元模拟分析的要点？1钢支撑的滞回曲线特点图4.7 钢支撑的单循环滞回曲线6钢支撑作为轴心受力构件，其单循环加载时的滞回曲线如图4.7。中等长细比的钢支撑，其单循环滞回曲线如图4.7（a）。曲线初始斜率和在受拉时的卸载斜率都由弹性刚度确定。受压到达a点时，构件失稳弯曲。若压缩变形继续，则截面上塑性逐渐开展，抗压承载力与构件刚度随之下降。b点是由于地震反向作用，压力开始减小，到达c点时，构件截面受拉最大处开始发展塑性

31、6。当构件恢复原长后，刚度又有所上升，直至达到e点时接近全截面受拉屈服。ef段支撑进入塑性拉伸变形阶段，而在f点后支撑开始弹性卸载并进入下一循环。由于包辛格效应和残留的侧向变形，后一循环的支撑稳定承载力将会明显低于前一循环的。随着循环次数的增加，塑性损伤逐渐累积，支撑的稳定承载力、屈曲后软化刚度和屈曲后卸载刚度等都将不断降低7。支撑典型的多循环滞回曲线见图4.8。长细比较大的钢支撑，受压失稳时的临界力很低6，其单循环滞回曲线如图 4.7（b）所示。图4.8 钢支撑的多循环滞回曲线62有限元模拟的要点有限元法将支撑划分成离散的梁单元或壳单元，赋予各单元几何和材料特性，并在支撑中部设置初始几何缺陷

32、来模拟支撑的滞回曲线7。理想的支撑模拟分析中应考虑支撑受拉屈服、受压屈曲、往复荷载下屈曲承载能力退化、循环切线刚度退化、塑性沿杆长截面发展、塑性下板件的局部屈曲及低周疲劳失效等多种因素的影响。采用壳元模拟支撑滞回行为，可以考虑塑性沿杆长和截面的发展、局部屈曲、塑性铰处截面变形、baucshinger效应、残余弯曲及残余伸长等非线性因素；采用梁元模拟支撑滞回行为，虽然不能准确考虑塑性铰区局部屈曲及截面变形引起的退化效应，但在框架支撑结构整体分析中应用梁元方法模拟支撑是大有潜力可挖的8。4.5b你了解哪些结构抗震“保险丝”概念、构造和结构体系？请综述其特点、最新研究进展和工程应用现状。1减震阻尼器

33、阻尼器通常安装在支撑处（图4.9）、框架与剪力墙的连接处、梁柱连接处、以及上部结构与基础连接处等有相对变形或相对位移的地方。阻尼器耗散地震传给结构的能量，从而保护主体结构，起到“保险丝”的作用。阻尼器根据耗能机理的不同，可分为速度相关型、位移相关型和速度-位移相关型（复合型）。（1）速度相关型阻尼器，从小振幅到大振幅都可以产生阻尼耗能作用，但这种阻尼器一般采用黏性或黏弹性材料制作，阻尼力往往与温度有关。（2）位移相关型阻尼器通常用塑性变形性能好的材料制成，利用其在反复地震荷载作用下的良好的滞回耗能性能来耗散地震能量。（3）复合型阻尼器（消能器），是利用两种或以上的消能元件或消能机制设计而成的新

34、型消能减震装置。已研发的一些复合型阻尼器有：弹塑性-摩擦型消能器、弹塑性-粘弹性消能器、摩擦-粘弹性消能器、铅-粘弹性消能器、流体-粘弹性消能器等。图4.10为阻尼器在同济大学新土木大楼中的应用。（a） （b） （c）（d） （e） （f）图4.9 消能器应用于支撑9图4.10 土木大楼中的阻尼器钢消能器利用钢材屈服耗能，具有减震机理明确、耗能性能优越、效果显著、环境对其性能影响较小、且易于更换等特点。软钢（低屈服点钢）的屈服强度低、强度稳定、变形能力强，故软钢消能器耗能减震效果好。北京中国妇女活动中心酒店（图4.11）就采用了加劲软钢消能器。近几年，国内对各种外形的软钢消能器的研究较多。20

35、11年李鹏飞等提出一种安装于轻钢龙骨密肋复合墙空格内的小型软钢消能器；低周往复加载试验结果表明弯剪型钢耗能器既能提高耗能器的侧向刚度，又可避免面外失稳。2011年李爱群等提出了抛物线外形软钢消能器，并给出了该消能器的外形设计公式；拟静力试验结果表明抛物线外形软钢消能器有效地避免应力集中。2012年章平平等提出一种 u 型软钢消能器，并建立了相应的力学分析模型。钢消能器已在新建建筑的减震设计和既有建筑的减震加固维修中得到较广泛应用。在日本，低屈服点钢剪切板和蜂窝状消能器的应用较多。在美国和墨西哥，x型加劲阻尼装置得到较多应用。在中国大陆和台湾，（hadas）制震板得到较广泛应用10。图4.11

36、加劲软钢阻尼器的安装112耗能支撑耗能支撑实质上是将各式阻尼器用在支撑系统上的耗能构件，在地震作用下，耗能支撑先进入塑性变形阶段，消耗部分地震能量，从而保护主体结构，起到“保险丝”的作用。（1）耗能交叉支撑如图4.12所示，在支撑交叉处，利用弹塑性阻尼器的原理，通过钢框的塑性变形消耗地震能量。（2）摩擦耗能支撑将高强螺栓-钢板摩擦阻尼器用于支撑构件，可做成摩擦耗能支撑。图4.13是在支撑杆或节点板上开长圆孔的简单耗能支撑的节点做法。摩擦耗能支撑在风载或小震下不滑动，能像一般支撑一样提供很大的刚度；而在大震下支撑滑动，能降低结构刚度，减小地震作用，同时通过支撑滑动摩擦消耗地震能量。图4.12 塑

37、性耗能支撑12图4.13 摩擦耗能支撑节点12（a）角部构造；（b）节点板构造（3）耗能隅撑耗能隅撑是在偏心支撑的基础上发展起来的（图4.14）。隅撑两端刚接在梁、柱或基础上，普通支撑简支在隅撑的中部。利用隅撑作为耗能“保险丝”，将塑性破坏控制在结构次要构件上，在保证结构主要构件不受破坏的同时也保证支撑杆件不屈曲，有效克服偏心支撑框架中耗能梁段作为保险丝的缺点（耗能梁段作为梁的一部分，在地震作用下产生较大塑性变形，震后修复费力）；隅撑截面小，破坏后更换方便；隅撑框架不限于梁柱刚接，梁柱可以铰接或半铰接。图4.14 隅撑结构12（4）屈曲约束支撑（brb）传统的支撑在受压时会产生屈曲。屈曲约束支

38、撑是在核心支撑的外面套一个约束构件，核心支撑和约束构件间能自由滑动（图4.15），工作时，仅核心支撑与框架结构相连，而约束构件则约束了核心支撑的横向变形，防止核心支撑在压力作用下发生整体屈曲。因此，brb在拉力和压力作用下均可以达到充分屈服，具有良好的延性，滞回曲线稳定饱满（图4.16），其滞回曲线明显优于传统的钢支撑12。图4.15 屈曲约束支撑的基本部件12图4.16 屈曲约束支撑的滞回曲线12图4.17为brb（图中红色构件）在上海世博中心工程中的应用。2010年汪大绥等人对世博中心工程中采用的brb进行了研究。足尺试验结果表明，brb的承载力因应变强化和受压而提高，而且不同厂家的产品性

39、能有一定差别，制定统一的产品验收标准是必要的；静力弹塑性分析和弹塑性动力时程分析结果均表明，合理布置brb，在罕遇地震作用下可使brb同步屈曲，整体结构具有较好抗震性能13。20092012年，广州大学的周云等14,15,16,17针对普通屈曲约束支撑屈服位置难以确定而导致其设计期望性能与实际工作性能有时不符的缺陷，提出了“核心单元局部削弱相当于其他部分加强”的屈曲约束支撑设计思想，给出“开孔式（图4.18）”和“开槽式（图4.19）”三重钢管防屈曲耗能支撑设计方案，对其进行了试验研究与有限元模拟，并提出其设计方法。图4.17 典型结构立面布置图13图4.18 管式核心单元开槽示意图16图4.

40、19 管式核心单元开孔示意图16在日本，自1995年神户地震后，屈曲约束支撑就得到了大范围应用，目前已经有超过400栋建筑采用了屈曲约束支撑。在美国，自1994年的北岭地震后，屈曲约束支撑也得到了普遍的应用，目前已经有超过50栋建筑安装了屈曲约束支撑。在中国台湾地区和大陆，屈曲约束支撑同样也得到了大范围的应用，台北县政府大楼、上海世博中心、上海东方体育中心综合馆等工程中就采用了屈曲约束支撑11。3偏心支撑框架中的耗能梁段位于支撑斜杆与梁柱节点(或支撑斜杆)之间的耗能梁段（图4.20中标记的梁段），一般比支撑斜杆的承载力低，同时具有在重复荷载作用下良好的塑性变形能力。在风载或小震作用下，支撑不屈

41、服，偏心支撑能提供很大的侧向刚度。在大震下，耗能梁段首先屈服吸收能量，能起到“保险丝”的作用；支撑不屈服，能有效保证结构的刚度。图4.20 耗能梁段94可更换钢连梁美国克莱姆森大学的fortney和辛辛那提大学的shahrooz在2006年提出了一种可更换的带“保险丝”的钢连梁。他们的研究表明，合理设计的钢连梁能充分耗散能量。未来的趋势就是要使钢连梁更方便施工，同时在耗散大量能量的同时不损坏母体墙。他们的设计思想是连梁所有的非弹性破坏都集中在连梁中段的截面上，母体墙和连梁与墙体连接的部分都不损坏，并且这段钢构件是可以更换的。两位研究人员在2007年做了大比例的可更换的“保险丝”钢连梁试验。试验

42、表明，这种连梁设计不仅可以有效保护主体结构的安全，而且有利于损伤后的更换。图4.21为试验中钢连梁构件中段示意图18。图4.21 “保险丝”钢连梁示意图185hdf（hold-down equipped with fuses）由带有缝隙的钢板制成的“保险丝”置于振动框架和由基础之间，分别与上面的框架和由基础支撑的地脚螺栓连接。钢板制成的“保险丝”能消耗大部分地震能量，这样框架里的构件和墙体受到的损害变小。它能通过改变保险丝的几何尺寸控制其屈服强度和弹性刚度，地震运动中的应变速率对钢结构的滞回曲线影响也变小。6摇摆钢框架中的“保险丝”2008年hajjar等设计了一种新型的钢支撑摇摆框架结构，基

43、底可以自由转动，框架底部与基础是分离的，在转动过程中通过垂直设置的预应力钢索使其恢复原位，钢构件“保险丝”（抗剪消能键）在框架的来回转动过程中耗散地震能量。研究人员设计了两种形式的“保险丝”，见图4.22（a）和图4.22（b）。前者通过一个固定在框架底部的钢板发生塑性变形来耗能；后者用一种特殊形状的可以发生较大塑性变形的钢板将两个框架连接起来。试验研究表明，摇摆框架成功地使破坏位置集中在了可更换的“保险丝”和钢索上，钢框架基本没有大的损坏，更重要的是这种框架试验结束后没有残余变形，而且修复方便；并且经过特别设计的可更换“保险丝”具有很大的变形能力和优良的耗能能力，在变形过程中基本没有开裂18

44、。 （a） （b）图4.22 摇摆框架中的“保险丝”137钢板剪力墙钢板剪力墙（以下简称为钢板墙）是自20世纪70年代发展起来的一种新型抗侧力构件，其在屈曲后仍具有较高的承载力、良好的延性以及稳定的耗能能力，能发挥抗震“保险丝”的作用。薄钢板剪力墙则较早发生剪切屈曲，屈曲后形成剪切屈曲半波类似“拉力带”，因而钢板剪力墙能继续承载。其它形式的钢板剪力墙大多以阻止钢板的平面外变形为目标，让钢板尽可能的保持在平面内工作来消耗更多的能量。图4.23为非加劲钢板墙。图4.23 非加劲钢板墙钢板剪力墙结构体系由内嵌钢板和边缘构件（框架梁、柱以及加劲板件）构成，内嵌钢板通常与框架梁、柱同时连接以在整体上构成抗侧力体系，该结构体系可视为固定