韓天成, 陳道政

(合肥工業(yè)大學(xué) 土木與水利工程學(xué)院,安徽 合肥 230009)

隨著社會(huì)的發(fā)展和科技的不斷進(jìn)步,當(dāng)今建筑物不僅要滿足適用性,更要滿足各種各樣的功能要求和美觀要求。平面不規(guī)則建筑一方面從外形上帶來美觀和新面貌,另一方面可滿足各式各樣的使用需求和平面布置要求。在眾多不規(guī)則結(jié)構(gòu)布置形式中,L形結(jié)構(gòu)最為常見[1],但是L形結(jié)構(gòu)在平面上的不對(duì)稱,導(dǎo)致其在受地震作用時(shí),不僅水平方向地震作用明顯,而且結(jié)構(gòu)因偏心所導(dǎo)致的整體扭矩較大,因此不規(guī)則結(jié)構(gòu)的抗扭是研究的重點(diǎn)[2]。而框架結(jié)構(gòu)具有設(shè)計(jì)簡單、施工方便等優(yōu)勢(shì),同時(shí)能夠提供較大的活動(dòng)空間,故多層框架結(jié)構(gòu)在學(xué)校、醫(yī)院、商場(chǎng)等建筑中占了很大比例,但此類結(jié)構(gòu)的側(cè)向剛度較大,抗扭較差。在平面布置為L形的結(jié)構(gòu)中,尤其以結(jié)構(gòu)形式為框架的結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)最為嚴(yán)重[3-4]。

一般傳統(tǒng)抗震設(shè)計(jì)中為了提高結(jié)構(gòu)構(gòu)件本身的強(qiáng)度、剛度,同時(shí)增加結(jié)構(gòu)的延性,提高節(jié)點(diǎn)區(qū)域來保證抗震性能,通常采用以下方法:① 增大梁柱截面尺寸、提高混凝土強(qiáng)度等級(jí)或配筋率;② 在結(jié)構(gòu)的適當(dāng)位置添加防屈曲支撐,地震作用時(shí),支撐先于結(jié)構(gòu)整體屈服,耗散地震能量從而保護(hù)主體結(jié)構(gòu);③ 在結(jié)構(gòu)的基礎(chǔ)層或某一層設(shè)置隔震層,允許主體結(jié)構(gòu)相對(duì)地面發(fā)生移動(dòng),從而隔離部分地震作用,保護(hù)主體結(jié)構(gòu)安全;④ 在關(guān)鍵部位設(shè)置抗震縫、剪力墻等[5]。

本文研究對(duì)象為合肥市濱湖寶文國際廣場(chǎng)附屬裙房,由于該建筑功能需求較高,若單純加大截面配筋,或在內(nèi)部添加剪力墻,會(huì)限制內(nèi)部部分空間的使用,較為不合理,因此將整體結(jié)構(gòu)簡化為L型框架結(jié)構(gòu)。本文對(duì)該結(jié)構(gòu)布置新型防屈曲耗能支撐以解決抗震問題,同時(shí)研究支撐的布置方式對(duì)結(jié)構(gòu)抗震性能的影響。

1 板式防屈曲支撐等效力學(xué)模型

全鋼型防屈曲支撐的約束單元全部由鋼材組成,采用鋼板或鋼管約束核心單元,其核心單元與普通防屈曲支撐的構(gòu)造不同,鋼板在制作過程中削切。Ramberg-Osgood 模型[6]是固體力學(xué)中描述彈塑性材料應(yīng)力(σ)-應(yīng)變(ε)關(guān)系的一個(gè)經(jīng)典理論模型, 視總應(yīng)變?yōu)閺椥詰?yīng)變?chǔ)舉和塑性應(yīng)變?chǔ)舙之和, 公式為:

其中,E0為材料初始彈性模量;K為應(yīng)變硬化相關(guān)系數(shù);n為應(yīng)變硬化指數(shù),反映材料σ-ε曲線的非線性程度。

由于Ramberg-Osgood模型中的硬化指數(shù)取決于σ0.2和σ0.01,實(shí)際大應(yīng)變情況下并不適用,考慮到防屈曲支撐的實(shí)際應(yīng)用條件,本文以Ramberg-Osgood模型為依據(jù),通過實(shí)驗(yàn)數(shù)據(jù)把硬化指數(shù)表示為應(yīng)力的函數(shù),σ-ε模型[7]如下:

其中,σ1.0為總應(yīng)變?yōu)?%時(shí)材料的應(yīng)力,i、j、k為與試件厚度有關(guān)的常數(shù),其值在2.6～6.0之間。此方程能夠精確地反映σ-ε關(guān)系,其結(jié)果與實(shí)驗(yàn)測(cè)得曲線符合良好。

2 工程概況

合肥濱湖寶文國際廣場(chǎng)L型附屬裙房簡化結(jié)構(gòu)為6層現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)。層高為底層5.0 m,標(biāo)準(zhǔn)層3.6 m。底層柱截面500 mm×500 mm,其他層均為400 mm×400 mm;梁截面尺寸有3種,即250 mm×600 mm、250 mm×500 mm、200 mm×400 mm。柱混凝土強(qiáng)度取C35,彈性模量為31.5 GPa,梁、板混凝土強(qiáng)度取C30,彈性模量為30 GPa,受力筋均取HRB400鋼筋,箍筋選用HPB300鋼筋。抗震設(shè)防烈度為7度,設(shè)計(jì)基本加速度為0.10g,設(shè)計(jì)地震分組為第1組,場(chǎng)地類別為Ⅱ類。

軸網(wǎng)布置如圖1所示(單位為mm)。

圖1 軸網(wǎng)布置圖

3 有限元模型的建立與分析

3.1 等效模型

實(shí)際工程中,建筑需根據(jù)其功能來布置防屈曲耗能支撐,這導(dǎo)致了布置的隨機(jī)性與多樣性,也帶來了軟件分析模擬的復(fù)雜性和困難性。耗能支撐的隨機(jī)布置容易造成結(jié)構(gòu)水平、豎向剛度的不連續(xù),在地震作用下容易造成結(jié)構(gòu)扭轉(zhuǎn)、產(chǎn)生薄弱層,對(duì)抗震非常不利,因此應(yīng)當(dāng)合理布置防屈曲支撐,從而使結(jié)構(gòu)的整體剛度分布均勻。

防屈曲支撐應(yīng)該在不影響建筑功能和滿足整體受力需求的前提下,布置在使其發(fā)揮最大功能的部位。在以上思想的指導(dǎo)下,防屈曲耗能支撐布置原則[8]如下:

(1) 地震作用下產(chǎn)生較大內(nèi)力的部位。

(2) 地震作用下產(chǎn)生較大層間位移的樓層。

(3) 宜沿結(jié)構(gòu)2個(gè)主軸方向布置。

(4) 布置應(yīng)盡量減小結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)效應(yīng),使結(jié)構(gòu)的質(zhì)量中心和剛度中心重合,并保證在立面上剛度均勻,避免應(yīng)力集中。

(5) 可采用單斜撐、人字型、V形支撐布置或偏心的布置形式,如圖2所示。無論采用何種布置形式,應(yīng)保證支撐先于框架梁屈服。

圖2 防屈曲耗能支撐的布置形式

為保證結(jié)構(gòu)加支撐后形心和質(zhì)心不發(fā)生明顯改變,同時(shí)考慮建筑內(nèi)部使用需求,將支撐在X向和Y向?qū)ΨQ均勻布置,以質(zhì)心為對(duì)稱。

本文采用SAP2000有限元軟件建立了5個(gè)模型,其中4個(gè)模型如圖3所示。

圖3 防屈曲支撐等效模型

模型1,純框架結(jié)構(gòu);模型2,X和Y向分別布置6個(gè)耗能支撐,3個(gè)在肢端,3個(gè)在外轉(zhuǎn)角處,6層滿布;模型3,X和Y向分別布置2個(gè)耗能支撐,1個(gè)在肢端,1個(gè)在外轉(zhuǎn)角處,6層滿布;模型4,X和Y向分別布置5個(gè)耗能支撐,3個(gè)在肢端,2個(gè)在內(nèi)轉(zhuǎn)角處,6層滿布;模型5,下2層未布置,上4層滿布防屈曲耗能支撐,平面布置與模型2一致。

將模型1與模型2、模型3及模型4對(duì)比,分析有無防屈曲支撐及水平向布置數(shù)量及分布規(guī)律對(duì)于結(jié)構(gòu)抗震性能的影響;將模型2、模型3與模型5對(duì)比,分析防屈曲支撐豎向布置不均勻?qū)τ诮Y(jié)構(gòu)的抗震的影響。

3.2 模態(tài)分析

對(duì)建立的5個(gè)模型分別進(jìn)行模態(tài)分析,其自振周期T1～T5見表1所列,基于模型1的各模型間周期對(duì)比T2/T1～T5/T1見表2所列。

表1 各模型自振周期

表2 基于模型1的各模型自振周期對(duì)比

對(duì)表1、表2分析可知:① 對(duì)比模型1,模型2、模型3及模型4各階振型的自振周期明顯減小,且模型2各階振型周期最小;② 模型2相比于模型1,其前3個(gè)自振周期均有降低,尤其是第3階周期降幅明顯,說明全鋼型板式防屈曲支撐對(duì)降低結(jié)構(gòu)的扭轉(zhuǎn)周期有明顯作用;③ 模型3與模型2相比,支撐平面剛度分布不變,僅數(shù)量減少,其自振周期比模型2略大,說明支撐數(shù)量影響減震效果。④ 模型4與模型2相比,其支撐平面布置由外轉(zhuǎn)角變成內(nèi)轉(zhuǎn)角,自振周期比模型2略大,說明布置位置對(duì)于抗震性能有明顯影響;⑤ 模型4與模型2相比,第1層和第2層未布置全鋼型板式防屈曲支撐,自振周期比模型2略大,說明防屈曲支撐在豎向布置均勻,自振周期越小,對(duì)抗震性能更有利。

3.3 反應(yīng)譜分析

反應(yīng)譜分析的本質(zhì)是擬動(dòng)力分析方法。在地震作用下,首先通過動(dòng)力方法計(jì)算得到質(zhì)點(diǎn)的地震響應(yīng),經(jīng)統(tǒng)計(jì)形成反應(yīng)譜曲線,再用對(duì)結(jié)構(gòu)進(jìn)行靜力分析。本文選用完全二次方根組合(complete quadratic combination,CQC) 方法。該方法基于隨機(jī)振動(dòng)理論,主要考慮了結(jié)構(gòu)振動(dòng)模態(tài)阻尼引起的相鄰振動(dòng)模態(tài)之間的靜態(tài)耦合效應(yīng),對(duì)每個(gè)振型的地震響應(yīng)進(jìn)行組合疊加,得到最終的總結(jié)構(gòu)地震響應(yīng)值。CQC方法是被我國相關(guān)規(guī)范所推薦使用的反應(yīng)譜分析中最常用的方法。反應(yīng)譜工況下的5個(gè)模型層間位移角對(duì)比詳情如圖4所示。

圖4 各模型的層間位移角包絡(luò)圖

模型1未布置全鋼型板式防屈曲支撐,X、Y向最大層間位移角均發(fā)生在第2層,其值分別為1/455、1/385;模型2加入防屈曲支撐布置后,各層位移角有了明顯減小,第2層為薄弱層,在模型2中得到有效改善,其X、Y向?qū)娱g位移角分別為1/625、1/667,和模型1相比減小了近1/4～1/3,說明在加入防屈曲支撐后,結(jié)構(gòu)的側(cè)向剛度得到較大提升,層間位移明顯減小。

模型3與模型2相比,防屈曲耗能支撐在平面內(nèi)剛度分布不變,數(shù)量減少,其最大層間位移角X、Y向分別為1/500、1/526,仍超出規(guī)范限值1/550,消能減震效果有所降低。

模型4更改了支撐的平面布置,由外轉(zhuǎn)角改成內(nèi)轉(zhuǎn)角處布置,最大層間位移角X、Y向分別為1/667、1/714,結(jié)構(gòu)的側(cè)向剛度同樣得到提升,但位移角減小程度沒有模型2大,說明防屈曲支撐在肢端外轉(zhuǎn)角布置效果更好。

模型5的防屈曲支撐在豎向布置不均勻,在第2層至第3層豎向剛度發(fā)生突變,導(dǎo)致第2層的層間位移角X向?yàn)?/435,Y向?yàn)?/333,與原結(jié)構(gòu)相比甚至更大,超出規(guī)范限值的1/550。這說明防屈曲支撐豎向布置的不均勻、豎向剛度的不連續(xù)對(duì)減小薄弱層層間位移角的效果較小。而框架在第4層至第6層的層間位移角比模型2小,說明模型3底部未布置耗能支撐,剛度較小,變形主要發(fā)生在底部2層。由此可知,耗能支撐的不利布置會(huì)導(dǎo)致結(jié)構(gòu)薄弱層凸顯,對(duì)結(jié)構(gòu)安全不利。

3.4 Pushover分析

Pushover分析方法本質(zhì)上仍是靜力彈塑性分析方法,其與反應(yīng)譜相結(jié)合,是近年來被廣泛使用基于性能的評(píng)估方法。它以一定的水平荷載加載方式,在沿結(jié)構(gòu)高度方向逐漸增加側(cè)向荷載,直到結(jié)構(gòu)達(dá)到指定監(jiān)測(cè)位移或者失穩(wěn)。從加載到結(jié)構(gòu)失效的模擬中可以探尋結(jié)構(gòu)的薄弱層以及屈服機(jī)制,從而判定結(jié)構(gòu)及構(gòu)件的變形、受力是否滿足要求。

3.4.1 塑性鉸的本構(gòu)模型

塑性鉸的本構(gòu)關(guān)系如圖5所示。

圖5 塑性鉸本構(gòu)關(guān)系

圖5中,IO表示直接使用(immediate occupancy),LS表示生命安全(life safety),CP表示防止倒塌(collapse prevention);A為原點(diǎn),B為塑性鉸的屈服點(diǎn),C點(diǎn)表示達(dá)到塑性鉸的極限承載力,D點(diǎn)表示達(dá)到塑性鉸殘余強(qiáng)度,E點(diǎn)表示塑性鉸失效。在BC段的3個(gè)點(diǎn)IO、LS、CP代表塑性鉸的3個(gè)能力水平。

本文中框架柱采用PMM塑性鉸,框架梁采用M3塑性鉸[9],分別定義在柱端和梁端。塑性鉸發(fā)展趨勢(shì)圖中模型選取更具有代表性的模型1、模型2及模型5;分析截面選取更具有代表性的肢端截面;此外因?yàn)閄向和Y向塑性鉸發(fā)展過程類似,且X向更具有代表性,所以荷載工況選擇重力荷載和X向均勻加速度作用。

3.4.2 塑性鉸的發(fā)展過程與分析

模型1純框架塑性鉸的發(fā)展過程如圖6所示。由圖6a可知,底層梁端首先屈服,出現(xiàn)塑性鉸;隨著側(cè)向荷載增加,塑性鉸開始向頂層梁端發(fā)展。由圖6b可知,幾乎所有梁端出現(xiàn)塑性鉸后,底層柱開始出現(xiàn)塑性鉸;由圖6c可知,隨著側(cè)向荷載的繼續(xù)增大,下部3層框架梁端塑性鉸幾乎達(dá)到承載能力極限,即將退出工作,結(jié)構(gòu)將面臨倒塌危險(xiǎn)。

圖6 模型1塑性鉸的分布

模型2布置全鋼型板式防屈曲耗能支撐框架塑性鉸的發(fā)展過程如圖7所示。由圖7a可知,與模型1(圖6a)相比,塑性鉸出現(xiàn)數(shù)量明顯減少;由圖7b可知,隨著側(cè)向荷載增加,塑性鉸向上層發(fā)展,但都處于IO的能力水平,柱中未出現(xiàn)塑性鉸;由圖7c可知,繼續(xù)加載后,底層柱端產(chǎn)生塑性鉸,梁端也大多屈服,但只有底層和第2層梁端塑性鉸達(dá)到極限承載力,與模型1相比,防屈曲支撐的加入已大大抑制了塑性鉸的出現(xiàn)與發(fā)展。整體上來看,防屈曲耗能支撐吸收了較大的能量,達(dá)到了較好的耗能效果,提高了結(jié)構(gòu)整體剛度,起到了抗震第1道防線的作用。同時(shí)在較高層未出現(xiàn)過多塑性鉸,現(xiàn)結(jié)構(gòu)就已經(jīng)失穩(wěn),說明結(jié)構(gòu)的薄弱層主要出現(xiàn)在下部及底層,與前述分析一致。

圖7 模型2塑性鉸的分布

模型5底部2層未布置全鋼型板式防屈曲支撐時(shí)框架塑性鉸的發(fā)展過程如圖8所示。

由圖8a可知,塑性鉸首先發(fā)生在下部未布置防屈曲支撐的2層梁端,而布置防屈曲支撐的構(gòu)件未出現(xiàn)塑性鉸;由圖8b可知,隨著側(cè)向荷載增加,底部2層梁端全部出現(xiàn)塑性鉸并且達(dá)到極限承載力,第1層和第2層柱分別在柱底和柱頂產(chǎn)生塑性鉸,而上面4層構(gòu)件仍然未屈服;由圖8c可知,當(dāng)繼續(xù)加載,塑性鉸向上層發(fā)展,底部2層梁柱塑性鉸幾乎達(dá)到極限承載力,即將失效破壞。

由此可見,由于下部2層未布置防屈曲支撐,導(dǎo)致結(jié)構(gòu)剛度在豎向不連續(xù),下部相對(duì)較柔,雖然一定程度上抑制了塑性鉸向上發(fā)展,但結(jié)構(gòu)變形主要由底部2層來承擔(dān),反而加劇底層成為整個(gè)結(jié)構(gòu)最先破壞的地方,防屈曲支撐產(chǎn)生的作用較小,這與反應(yīng)譜分析所得結(jié)論一致。

3.4.3 Pushover曲線及性能點(diǎn)分析

對(duì)5個(gè)模型進(jìn)行Pushover分析從而可得其抗側(cè)能力曲線,如圖9所示。

圖9 基底剪力能力譜線

根據(jù)能力譜法求得能力譜線與需求譜線的交點(diǎn),即性能點(diǎn)。在罕遇地震下,模型1～模型5的性能點(diǎn)如下:模型1,(13.936 MN,189 mm);模型2,(17.326 MN,112 mm);模型3,(17.073 MN,162 mm);模型4,(16.899 MN,112 mm);模型5,(16.542 MN,163 mm)。

5個(gè)模型在Pushover分析達(dá)到性能點(diǎn)時(shí)的層間位移角如圖10所示。

模型1最大層間位移角為1/79,模型2～模型5的最大層間位移角分別為1/140、1/95、1/135、1/64,均已超過彈性層間位移角限值,結(jié)構(gòu)進(jìn)入彈塑性階段。從圖10可以看出，全鋼型防屈曲支撐的加入在彈塑性階段仍表現(xiàn)出良好的抗震性能,有效減小了結(jié)構(gòu)位移。模型2和模型4的層間位移角得到明顯減小;模型3的耗能減震效果有所降低;模型5在第2層處層間位移角最大,其值為1/64,大于模型1,可知在非線性情況下,防屈曲支撐的不利布置導(dǎo)致豎向剛度不連續(xù),加劇薄弱層的凸顯,驗(yàn)證了前述結(jié)論。

圖10 性能點(diǎn)處層間位移角

3.5 非線性時(shí)程分析

非線性時(shí)程分析作為一種動(dòng)力時(shí)程分析,可以較為真實(shí)地模擬地震的隨機(jī)動(dòng)力作用,并考慮到結(jié)構(gòu)中部分構(gòu)件的非線性屬性,故用其來補(bǔ)充校核Pushover分析結(jié)果,并更好地得到結(jié)構(gòu)在地震下的響應(yīng)。本工程設(shè)防烈度為7度,罕遇地震下時(shí)程加速度最大值為220 cm/s2。地震波選擇Tangshan-NS波,加速度峰值為55.49 cm/s2,通過比例調(diào)幅法對(duì)Tangshan-NS波進(jìn)行調(diào)幅，以保證其符合規(guī)范以及實(shí)際工程的相關(guān)參數(shù)要求，如圖11所示。

圖11 Tangshan-NS波

罕遇地震作用下結(jié)構(gòu)的最大層間位移角及最大加速度的具體對(duì)比數(shù)值見表3所列。

表3 罕遇地震下最大層間位移角和加速度對(duì)比

對(duì)模型1～模型5進(jìn)行罕遇地震下的線性時(shí)程分析,Tangshan-NS波下X、Y向5種模型的最大彈塑性層間位移角和最大加速度對(duì)比分別如圖12、圖13所示。

圖12 Tangshan-NS波作用下最大彈塑性層間位移角包絡(luò)圖

圖13 Tangshan-NS波作用下最大加速度相應(yīng)包絡(luò)圖

分析圖12、圖13及表3可知,罕遇地震作用下,通過對(duì)結(jié)構(gòu)添加防屈曲支撐,樓層的加速度響應(yīng)得到有效控制,屈曲約束支撐在罕遇地震作用下進(jìn)入屈服狀態(tài),消耗了地震能量。無論是X向還是Y向,越接近頂層,其加速度越大,說明在罕遇地震作用下,結(jié)構(gòu)變形以第1階振型和第2階振型模態(tài)為主[10]。5個(gè)模型的彈塑性層間位移角均小于規(guī)范限值1/50,可見添加全鋼型板式防屈曲支撐后,結(jié)構(gòu)整體在罕遇地震下抗側(cè)移能力得到顯著提高,剛度分布不變情況下支撐數(shù)量越多,對(duì)消能減震的效果越明顯,防屈曲支撐數(shù)量相同時(shí)在肢端外轉(zhuǎn)角布置效果比內(nèi)轉(zhuǎn)角更好,耗能支撐豎向均勻分布,對(duì)結(jié)構(gòu)薄弱層的控制更加有利,對(duì)整體剛度和抗震能力的提高貢獻(xiàn)更大。

4 結(jié) 論

(1) 采用模態(tài)分析方法對(duì)比分析,結(jié)果表明,全鋼型防屈曲支撐可以增加不規(guī)則結(jié)構(gòu)整體的側(cè)向剛度,從而減小結(jié)構(gòu)的自振周期,尤其對(duì)減小以扭轉(zhuǎn)為主的自振周期效果較大,前3個(gè)周期折減系數(shù)在0.4～0.6之間。同時(shí),從模型3的分析結(jié)果可知,支撐數(shù)量影響減震效果,模型4的分析結(jié)果表明支撐布置的位置對(duì)于抗震性能有較明顯影響,模型5中防屈曲支撐豎向布置不均勻?qū)Y(jié)構(gòu)整體周期影響較大。

(2) 反應(yīng)譜分析下,布置了全鋼型防屈曲支撐的框架層間位移角明顯減小,原本較為薄弱的樓層在防屈曲支撐下得到有效改善。剛度不變時(shí),增加防屈曲支撐數(shù)量,消能減震效果也隨之增加。支撐的平面布置不同時(shí),在肢端外轉(zhuǎn)角布置效果更好。防屈曲支撐豎向布置不連續(xù)會(huì)導(dǎo)致整體剛度突變,引起結(jié)構(gòu)薄弱層凸顯,對(duì)于結(jié)構(gòu)安全偏于不利。

(3) 采用Pushover分析法作對(duì)比分析,結(jié)果表明:不論彈性階段還是塑性階段,全鋼型防屈曲支撐都可以使框架結(jié)構(gòu)的剛度得到提高,更好地滿足抗震需求。豎向全部布置耗能支撐時(shí),能保證結(jié)構(gòu)在性能點(diǎn)狀態(tài)時(shí)底部的少量框架梁和柱出現(xiàn)塑性鉸,但塑性鉸基本處于安全狀態(tài),說明防屈曲耗能支撐可以保證結(jié)構(gòu)主體免遭破壞。

(4) 罕遇地震下,時(shí)程分析結(jié)果表明,全鋼型防屈曲耗能支撐可以減輕整體結(jié)構(gòu)的位移響應(yīng),有效控制了樓層的加速度響應(yīng),能有效地保護(hù)主體結(jié)構(gòu)不倒塌或者發(fā)生嚴(yán)重破壞;剛度分布不變時(shí)防屈曲支撐數(shù)量越多,其消能減震的效果越明顯;全鋼型防屈曲支撐在肢端外轉(zhuǎn)角布置效果比內(nèi)轉(zhuǎn)角更好;防屈曲耗能支撐豎向布置不均勻時(shí),加劇了結(jié)構(gòu)薄弱層的出現(xiàn)。

(5) 全鋼型板式防屈曲耗能支撐作為一種新型耗能支撐,與傳統(tǒng)耗能支撐相比,自重較小,加工精度可控,耗能效果優(yōu)越,不僅在一般框架結(jié)構(gòu)、高層結(jié)構(gòu)中適用,在網(wǎng)殼等大跨結(jié)構(gòu)中也同樣有很好的使用前景。可根據(jù)工程實(shí)際情況綜合考慮,選用合理布置方式,從而在框架結(jié)構(gòu)的消能減震中發(fā)揮更好的作用。