低周反复荷载作用下交错桁架钢结构抗震性能试验研究与分析_图文

1、建筑结构学报Jour nal of Bu ildi ng Structures 第30卷第1期2009年2月Vol130No11Feb12009020文章编号:1000-6869(200901-00133-09低周反复荷载作用下交错桁架钢结构抗震性能试验研究与分析周绪红1,2,龚焮2,聂少锋2,周期石3(1.兰州大学,甘肃兰州730000;2.长安大学,陕西西安710061;3.中南大学,湖南长沙410075摘要:进行了1B8缩尺比例钢结构交错桁架的低周反复荷载试验,深入研究了钢结构交错桁架结构的屈服荷载、最大荷载、极限荷载、滞回曲线、骨架曲线及位移延性和耗能能力等抗震性能。通过建立考虑材料非

2、线性和几何非线性影响的有限元模型对试验模型进行模拟分析,规律方面基本吻合。采用有限元方法分析了不同结构高度、桁架形式、底层桁架落地布置、结构空腹节间距、结构高宽比以及桁架跨高比对钢结构交错桁架结构抗震性能的影响。研究表明:桁架落地混合式交错桁架结构的位移延性系数和能量耗散系数比桁架不落地式的分别高9%和17%;随着结构高度增大,空腹节间距增大、高宽比增大和跨高比的减小,钢结构交错桁架结构的抗震性能均有所降低。最后给出了交错桁架结构相应参数的合理取值范围和设计建议,可供工程设计参考。关键词:钢结构交错桁架;低周反复荷载;非线性有限元模型;抗震性能中图分类号:TU32314文献标识码:AExper

3、m i ental study and anal ysis on seis m ic behavior of steel staggered truss fra m i ng syste m under cyclic loadi ngZHOU Xuhong1,2,GONG X i n2,NIE Shaofeng2,ZHOU Q ish i3(1.Lanzhou Un i versit y,Lan z hou730000,C h i na;2.Chang.an Un i versity,X i.an710061,C h i na;3.C entral Sou t h Un i versity,C

4、h angsha410075,Ch i naAbstract:A1B8-scale steel staggered tr uss syste m m odel was teste d under cyclic loading to study the seis m ic be havior, i ncl udi ng y iel d,m ax m i u m,ultm i ate loa d carry i ng capacit i es,hysteretic characteristics,displace m ent ductility and ener gy dissi pat i on

5、 capac ity.The fi nite ele m e nt mode,l wh i ch consi ders material nonli nearity and geo m etric lar ge def or m ation,was used to sm i ulate the test mode.l T he results of FE M agreed well to the test results.A follo w up detail ed para m etric study by FE M were then perfor m ed.T he para meter

6、s include structural for m,bu ildi ng hei ght, vierendeel panel l ength,the ratio of struct ural he i ght and w idth and the rat i o of truss spa n and he i ght.T he analytical results sho w that the ductility factor and e nergy dissipat i on coefficient of gr ound m i xed staggered tr uss are hi gh

7、er than that of un-ground m i xed staggered tr uss for a bout9%and17%,respect i vel y.W ith the increase of bu ildi ng hei ght, vierendeel panel l ength,the ratio of bu ildi ng hei ght and w i dth,the se i s m ic behav i or of staggered tr uss decreased.And w ith the i ncrease of the ratio of truss

8、span and its hei ght,the seis m ic behav i or of staggered truss increases.F i nally, the reasona b le value of par a m eters and desi gn reco mmendations are pr oposed for the se is m ic resistant desi gn of the steel staggere d truss fra m i ng syste m.K ey wor ds:steel staggered truss;cyclic load

9、ing;non linear FE M;se is m ic behavior基金项目:国家自然科学基金资助项目(50078021,教育部高等学校博士学科点专项基金项目(2000053203。作者简介:周绪红(1956,男,湖南南县人,工学博士,教授。收稿日期:2007年12月1330引言钢结构交错桁架体系具有良好的抗侧力性能和经济性能,在美国、加拿大等国已被应用于旅馆、公寓楼、办公楼及医院等建筑中,而在国内还处于研究和应用的初步阶段1。在结构的抗震性能研究方面,文献2首次对交错桁架结构在地震荷载作用下的弹性和弹塑性动力反应性能进行了研究,通过对交错桁架结构体系中各构件的受力性能分析,将其在地

10、震动作用下的弹塑性动力分析模型简化为平面分析模型。文献3对交错桁架结构体系的抗震设计提出了一种设计法则,分别按UBC抗震设计法则和文献中的设计法则设计了一栋40层交错桁架结构,并对结构在115倍E l Centro波作用下的地震反应进行了比较分析。文献4-5建立了单向水平地震作用下交错桁架体系协同分析的力学模型,通过交错桁架设计实例的弹性和弹塑性时程分析,对这种体系的抗震性能做出了评价。文献6运用有限元分析方法,通过自编的程序对2个算例的延性性能进行了静力弹塑性分析和动力时程分析,得到了结构的破坏模式,对其抗震延性性能进行了初步评价,并分析了强震作用下结构塑性铰分布和发展情况以及影响交错桁架延

11、性的主要因素。文献7推导了考虑多种因素的钢结构交错桁架单元刚度矩阵,给出了计算结构地震反应的公式及各阶自振频率及振型的计算方法,并采用有限元法进行了结构的动力响应和抗震性能研究。综上所述,对钢结构交错桁架体系的抗震性能研究仅停留在理论分析上,还未进行过相关试验的验证。对1B8缩尺比例钢结构交错桁架模型进行低周反复荷载作用试验,研究其抗震性能。用AN SYS 通用有限元程序,建立考虑材料非线性和几何非线性影响的有限元模型,对试验模型进行模拟分析来验证有限元方法的正确性。进而对交错桁架结构体系进行数值分析,以研究不同桁架形式、底层桁架落地布置、结构高度、空腹节间距、高宽比、跨高比对交错桁架结构体系

12、的承载力、变形能力、延性以及耗能能力的影响,并给出相应参数的合理取值范围及设计建议。1试验概况111模型设计试验为8层1B8缩尺落地式钢结构交错桁架拟静力试验。结构平面尺寸为2m11875m,其中桁架跨度11875m,柱距015m,由5榀横向桁架交替布置而成,层高01375m,总高3m(图1。试验模型各构件截面形式及尺寸为:立柱t603,桁架弦杆t40 3,桁架腹杆t303,纵向梁t403,纵向次梁25 3。选用钢材均为Q235B,经材性试验确定其弹性模量E=210105N/mm2,泊松比M=013,楼板采用3mm厚钢板,且在每层楼板上沿纵向焊接25的角钢作为加劲肋,间距01375m。基础为钢

13、结构台座,柱脚与基础完全满焊,各构件之间均为满焊,可视为固 接。图1结构模型尺寸及应变片布置图F i g.1D i m ens i on o f structural modeland a rrangement o f strain gauges112试验加载装置试验加载全过程由M TS液压伺服系统控制,水平推拉力采用243170型液压作动器施加。作动器与结构顶层之间通过两根H2001501020的加载分配梁和4根直径为35mm的圆钢制作的箍形加载装置和转换头连接。钢台座通过6个螺栓固定在基础上,柱脚与钢台座之间焊接连接。试验加载装置见图2。113配重布置试验模型采用人工质量模型,不考虑非结构

14、构件的重量,假定原型结构设计总荷载为5kN/m2,则原结构总重为960t。根据本模型试验的质量相似比例关系,模型结构的总质量应为15t。扣除模型已有的自重1143t,不足的质量用每根重约0142t的混凝土梁补足。加配重后试验模型全貌见图3。114观测项目及测点布置模型应变片布置如图1所示,以监测在循环加134 图2 试验加载装置示意图F i g .2 L oad i ng test set - up图3 加配重后试验模型F i g .3 Pho tog raph o f test set -up w ith additi ona lw eight载过程中构件塑性铰出现、分布及发展情况和间接监测

15、各类构件的受力情况。经有限元程序SAP2000初步分析,选择容易出现塑性铰的柱底和空腹节间弦杆作为监控点。模型位移计布置D1、D 2见图2所示,其中D 1布置在顶层加载梁上以测试加载顶梁和模型顶部的水平位移值,D 2布置在基础梁上以测试模型基础底座与地面间的相对位移。115 加载制度试验采用位移控制加载方式。在正式施加低周反复荷载之前,先施加单调静力荷载,观察荷载和位移的变化是否线性,将荷载-位移的变化趋势由线性转为非线性的临界状态时的荷载初步预测为结构的屈服荷载P y ,此时的位移为结构的屈服位移$y 。达到该临界状态即停止加载,以避免结构产生不可恢复的变形。根据单调加载试验结果,近似确定反

16、复加载的屈服水平荷载P y 和屈服水平位移$y 。采用位移控制加载的试验方法,施加低周反复荷载。达到屈服位移$y 之前,以13$y 为增幅,每级循环2次;接近和达到屈服位移$y 之后,以2mm 为增幅,每级循环3次,直至结构破坏。116 试验过程和现象描述试验分单调加载和反复加载两个阶段。在单调加载阶段,控制MTS 作动器每次向前推进2mm,记录作动器力值和顶层位移计的位移值。观察荷载和外位移是否呈线性关系。将记录所得数据绘成曲线,如图4所示。由图4知,当位移约为16mm,荷载约为240kN 时,结构单调加载的P-$曲线开始呈现非线性。同时观察到轴¹和轴»上两榀框架柱底的应

17、变值最大,分别达到了102210-6和106610-6。按照材性试验得出的模型钢材的弹性模量(210105N /mm 2,该处已经进入弹塑性阶段。由此可初步确定结构的屈服荷载P y 和屈服位移$y 分别为240k N 和16mm (仅供反复加载参考,实际屈服荷载大于该值。在反复加载阶段,参考单调加载的结果,确定加载方案如图5。屈服位移16mm 之前,以13$y 为增量,分3级循环,每级循环2次。20mm 后以2mm 为增量,每级循环3次,直至结构破坏。整个加载及试验过程由t ust 程序模块自动控制。同时监测电阻应变片的数值, 掌握塑性铰的发展情况。图4 单调加载P-$曲线F i g .4 M

18、 ono t ony hor izon tal l oad i ng curve图5 水平荷载加载机制F i g .5 H orizonta l load i ng hist o ry 反复加载试验过程中,在屈服位移之前,构件的应变随加载位移的增大呈非线性增加,构件处于弹性阶段。随着加载位移的增大,轴¹和轴»两榀框架柱底首先进入弹塑性阶段,其次,空腹节间弦杆进入弹塑性阶段,当最大位移荷载施加至46mm 第一级循环时,结构破坏,柱底与基础连接的焊缝撕裂,斜支撑上端焊缝与弦杆焊缝撕裂,如图6所示。135 图6 结构破坏形态F i g .6 Fa ilure patterns o

19、 f structure117 试验结果及分析11711 滞回曲线滞回曲线可以综合反映试件的弹性、非弹性性质及承载力、刚度、耗能等抗震性能。结构的滞回曲线见图7。从图中可以看出整个荷载-位移曲线(P-$曲线明显呈梭形,屈服后的滞回环较饱满,说明整体结构具有较好的耗能能力。 图7 结构荷载-顶点位移(P-$滞回曲线F ig .7P-$hy ste retic l oops of structure11712 骨架曲线结构的骨架曲线如图8所示,由骨架曲线可以看出,结构在低周反复荷载作用下经历了弹性、屈服和极限3个阶段。正向的承载力略大于反向承载力,且屈服后,正向的位移大于反向的位移,这是由于结构在

20、进入塑性后,正向卸载后反向加载前需先平衡正向受力已产生的塑性变形而引起的。根据骨架曲线,采用/通用屈服弯矩法08确定的结构屈服荷载如表2所示。其具体方法为:对于无明显屈服点的P-$曲线,以原点O 做P-$曲线的弹性直线段延伸线与最高荷载点的水平线相交于B 点,由B 点做垂线并交P-$曲线于A 点,连接OA 并做延长线交DB 线于C 点,最后由C 点做垂线交P-$曲线于E 点,则E 点即为屈服点,相应纵横坐标值分别为屈服荷载P y 和屈服位移$y 。11713 延性系数延性是指结构或构件屈服后的后期变形能力,是衡量结构抗震性能的重要指标之一,常用位移延性系数L 来衡量,结构的位移延性系数如表1所

21、示。图8 结构荷载-位移(P-$骨架曲线F i g .8 P-$skeleton curve of structure 表1 结构位移延性系数T able 1 D isplace m en t ductilit y coe fficien t of struc t ure加载阶段屈服点最大荷载点极限荷载点P y /kN $y /mm P m ax /kN $m ax /mm P u /kN $u /mm 位移延性系数L 正向加载3531025173961036173571045101175反向加载3241921183721129153661535141162注:P y 为屈服荷载;$y 为顶层

22、屈服位移;P m ax 为最大荷载;$ma x 为最大荷载点对应的顶层位移;P u 为极限荷载;$u 为极限荷载点对应的顶层位移;L =$u /$y 为位移延性系数。11714 变形恢复能力强震作用下,结构进入弹塑性阶段,结构变形恢复能力的好坏直接影响到震后结构的可修复程度和修复费用。采用残余变形率作为衡量交错桁架结构变形恢复能力的指标,结构最后3级循环的残余变形率见表2。可见随着位移的增加,模型不可恢复的残余变形量增大,残余变形率也相应增大,变形恢复能力有所下降,反映了结构的积累损伤。表2 结构的变形恢复能力T able 2 D isplace m en t resto ri ng capa

23、c ity of struct ure位移等级/mm 384044荷载方向正向反向正向反向正向反向残余变形$e /mm 91785154101756184131369145极限变形$u /mm 341612914236165311284016735116残余变形率$e /$u 012830118801293012190132801269残余变形率平均值01236012560129911715 刚度退化刚度退化是结构屈服、屈曲发生和发展的充分体现。结构刚度退化曲线见图9,从图中可以看出:加载过程中模型结构刚度随着位移的增大而降低,在前几个周期退化不是很明显,接近屈服和屈服后(位移值20mm 左右

24、,曲线明显下降,刚度退化加快。在临近破坏的阶段,出现了刚度陡然下降的现象,反映出结构在该时刻发生破坏。136 图9 结构刚度退化曲线F ig .9 R ig i d it y degenerati on of structure11716 耗能采用能量耗散系数e 来表征结构的耗能能力9,根据结构的荷载位移曲线包络图,按照图10计算出试验模型的能量耗散系数为110116,说明试验模型具有较好的耗能能力。e =滞回曲线包络线面积(ABC +CDA 三角形面积(OBE +ODF 图10 能量耗散系数的确定F i g .10 D eter m i nati on f o r energy d i ss

25、i pated coe fficient2 非线性有限元分析211 有限元分析模型的建立 采用AN S Y S 通用有限元程序,对试验模型结构在低周反复荷载作用下的受力性能进行模拟分析:采用弹性壳单元shell 63模拟楼板,采用三维线性有限应变梁单元bea m188模拟柱、弦杆及腹杆;耦合交错桁架顶层所有节点沿加载方向的自由度,以保证它们在Y 方向的变形保持完全一致;结合试验装置及基础设置,约束耦合点非加载方向的所有自由度以及柱脚所有自由度;在有限元分析时,对壳单元she ll63添加AD M SAU (单位面积附加质量实常数,即把配重荷载等效为楼板自重,以保证分析模型的质量与试验模型相似。

26、根据上述方法建立的钢结构交错桁架有限元模型见图11。212 模型分析模型各构件截面尺寸与试验相同,按照图5所示的荷载加载机制,采用位移控制加载,对有限元模型进行低周反复荷载作用下的非线性分析,在位移荷载加到试验最大位移值时中止计算。分析得荷载-图11 交错桁架结构的有限元模型F i g .11 FE M of staggered truss syste m顶层水平位移滞回曲线如图12所示,理论与试验骨架曲线绘制在相同坐标轴下对比分析见图13。理论与试验结果对比分析见表3。图12 有限元分析P-$滞回曲线F ig .12 P-$hystere ti c loops o f FE Manalysi

27、s图13 有限元分析与试验骨架曲线的对比F i g.13 Compar i son of s ke leton curves forFE M ana l ys i s and test 表3 试验结果与有限元理论分析结果对比T ab l e 3 Comparison of test and FE M ana l ys i sP y kN$y mmP m ax kN$m ax mmP u kN $u mm Le试验值3531025173961036173571045101175110116理论值38710271145310361811330154137比较图 7, 图 12 和 图 13 中曲

28、线可 知: 试 验 曲线 和理论曲线符 合较 好, 荷载-位移滞 回曲线 均明 显呈 梭形, 说明钢 结构 交错 桁架 体 系具 有较 好的 滞 回耗 能能力。但由 于 有限 元理 论 分析 模型 边界 条 件、 材 性等方面与试验模型 之间存 在一定的 差异导 致理论 最大荷载比试验值高 14139% , 理论分 析延性 系数比 试验值低 24% 。 综上所述, 有限 元 模型 能够 基本 反 映结 构的 受 力状态。从而 证 明了 有限 元 分析 方法 的正 确 性, 并 且具有较高的精度和计算效率。 的反应钢结构交错桁架体系的抗震性能。 在上述钢结构交错 桁架模型 非线性 有限元 分析

29、基础上, 建立了 14 个 1B1的 有限元 模型进 行参 数分 析, 各模型 结构 的 平面 尺 寸 均 为 24m 1618m, 由 5 榀横向桁架交替 布置而 成, 桁 架跨度 为 1618m, 柱距 为 6m。研究 桁架 形 式、 层 桁架 落 地布 置、 底 结构 高 度、 空腹节间距、 高宽比 以及跨 高比对交 错桁架 结构 的极限荷载、 形能 力、 性以 及 耗能 能力 的影 响, 变 延 各模型参数见表 4。 31 1 桁架形式及底层桁架落地布置的影响 钢结构交 错桁 架, 结 构 的布 置形 态根 据 底层 桁 架是否落地, 分桁架落 地式和 桁架不落 地式两 种, 平 面桁

30、架常见的形式 有空腹式 桁架和 混合式桁 架。本 节将对空腹式桁架和混合式桁架进行比较分析。 仅改变桁 架形 式及 底层 桁 架落 地布 置, 施加 相 同的位移循 环 荷载 至结 构 破坏, 分 析模 型 M-1, M-2 和 M-3的抗震性能, 计算结果见 表 5。典 型模型 M-1 的平面与立面示意图、P-$滞回曲线分别见 图 14、 图 15。按照前 述 方 法 确定 各 模 型 骨 架 曲 线和 相 关 参 数。 3 钢结构交错桁架体系变参数分析 由于此次 试验 为尝 试 性试 验, 缩 尺 模型 各构 件 截面, 尤其是桁架腹 杆选取偏 大, 使得 整个模型 结构 刚度较大, 以

31、致试 验模 型和 有 限元 模型 计算 得 到的 位移延性系数均相 对偏小。故 对本节 参数分析 中所 建立的有限元分析模型 均利用 SAP2000 分析 设计软 件, 以控制结构底层 柱的合理 应力比 为原则, 预 先对 构件截面进 行了 合理 设计, 以 期分 析结 果能 够 真实 表 4 有限元模型参数汇总 T able 4 Pa ra e ters of FEM m ode ls m 模型 编号 M-1 M-2 M-3 M-4 M-5 M-6 M-7 层数 12 12 12 12 12 10 14 层高 m 3 3 3 3 3 3 3 交错桁架形式 桁架落地混合式 桁架不落地混合式 桁

32、架落地空腹式 桁架落地混合式 桁架落地混合式 桁架落地混合式 桁架落地混合式 空腹 21 4 21 4 21 4 11 8 31 0 21 4 21 4 结构 36 36 36 36 36 30 42 桁架 516 516 516 516 516 516 516 结构 2 1 1 2 1 1 2 1 1 2 1 1 2 1 1 1 8 1 2 5 1 其它 21 4 21 4 21 4 21 5 21 3 21 4 21 4 1 9层柱 HW 400 400 13 21 10 18层柱 HW 350 350 12 19 M-8 18 3 桁架落地混合式 21 4 54 516 3 2 1 21

33、 4 桁架弦杆 HW 250 250 9 14 桁架腹杆 t 150 8 纵向次梁 HN 200 100 51 5 8 1 12( 14 层柱 HW 594 302 14 23 M-9 M-10 24 28 3 3 桁架落地混合式 桁架落地混合式 21 4 21 4 72 84 516 516 4 3 1 5 6 1 21 4 21 4 13( 15 24( 28 层柱 HW 400 350 12 19 桁架弦杆 HW 340 250 9 14 桁架腹杆 t 200 10 纵向次梁 HN 300 150 61 5 9 1 10层柱 HW 400 400 13 21 11 20层柱 HW 350

34、 350 12 19 M-11 20 3 桁架落地混合式 21 4 60 516 3 6 1 21 4 桁架弦杆 HW 250 250 9 14 桁架腹杆 t 180 8 纵向次梁 HN 200 100 51 5 8 M-12 M-13 M-14 12 12 12 216 316 412 桁架落地混合式 桁架落地混合式 桁架落地混合式 21 4 21 4 21 4 311 2 431 2 501 4 615 417 412 1 9 1 2 6 1 3 21 4 21 4 21 4 柱 HW 350 350 12 19 桁架弦杆 HW 250 250 9 14 桁架腹杆 t 150 6 纵向次梁

35、 HN 200 100 51 5 8 节间距 /m 高度 /m 跨高比 高宽比 节间距 /m 构件截面 柱 HW 350 350 12 19 桁架弦杆 HW 250 250 9 14 桁架腹杆 t 150 6 纵向次梁 HN 200 100 51 5 8 注: 截面尺寸均由 SAP2000试算确定, 选取较符合工程实际 应用的尺 寸, 在竖向 静力荷 载作 用下 ( 112 恒 + 11 4 活 控 制底层 柱应力 比在 0165 01 8之间; 楼板为 150mm 厚组合楼板。 138 表 5 不同桁架形式及底层桁架落地布置 对交错桁架抗震性能的影响 T able 5 Seism ic be

36、havior of structura l for m 模型 M-1 M-2 M-3 P ma x / kN 147401 6 127661 7 103891 2 $m ax /mm 7201 8 6731 3 9041 4 L 41 36 41 02 51 11 e 21 45 21 09 21 61 建议有抗 震设 防要 求的 交 错桁 架结 构, 其底 层 桁架应落地, 且落 地桁 架的 数目 应 不少 于横 向框 架 总数的一 半。交错 桁 架结 构宜 采 用混 合桁 架, 房 屋 的纵向走廊宜设在桁 架跨度 中央或 其附近 1 /3 跨度 范围内。 31 2 空腹节间距的影响 在混合

37、式交错桁架 中, 空腹节 间一 般设走 廊、 过 道等结构 功能 区, 可 实 现建 筑平 面的 合 理布 置。因 此需要分析在相同桁架跨度 下, 空腹节 间距大 小 ( 见 图 1对交错桁架结构整体抗震性能的影响。 以模型 M-1为基础, 建立模 型 M-4和 M-5, 桁架 空腹节间距分别为 21 4m, 118m 和 310m, 对应其它节 间距分别为 214m, 215m 和 213m。 交错 桁架 结构 为 落地混合式, 分 析模 型 M-1, M-4 和 M-5 的 抗震 性能 指标见表 6。 表 6 空腹节间距对交错桁架抗震性能的影响 T able 6 参数 $m ax /mm

38、底层空腹节间腹杆 破坏时位移 $ /mm L 图 14 有限元分析模型 M-1平面与立面示意图 F ig. 14 P lan and elevation of FEM analysis m ode l Influence of v ierendee l pane l leng th M-4 6871 3 4141 3 41 15 M-1 7201 8 3951 7 41 36 M-5 7951 6 3541 9 41 52 由表 6 知: 随空腹节间 距增大, 结构最 大位 移和 位移延性系数 均增 大, 其 中 M-1 的 最大 位移 和位 移 延性系数比 M-4 的分 别增大 419% 和

39、 5% ; M-5 的最 大位移和位移延性系数比 M-1的分别 增大 1014% 和 31 7% , 最大 位移 的 增 加 幅 度 比位 移 延 性 系 数 大 得 图 15 M-1模型 P-$滞回曲线 F ig. 15 P-$ hystere tic loops o fm ode lM-1 多。但是, 底层 空 腹节 间腹 杆发 生 破坏 时的 位移 值 随空腹节间距增大 而减小。因 为钢结构 交错桁 架体 系在反复荷 载作用 下, 塑性 铰发 展 主要 集中 在空 腹 节间附近 的腹 杆处。 空腹 节间 距 过大 时, 其 受力 较 大, 破坏较早 发生, 易 形成 局部 屈 服, 而

40、影响 结构 整 体抗震性 能。在满 足 结构 功能 需 求的 条件 下, 空 腹 节间距越小, 结构的抗震性能越好。 31 3 结构高度的影响 以模型 M-1为基 础, 建 立模 型 M-6, M-7 M-8 和 , M-9, 交错桁架 结构 为落地 混合 式, 改变 结构 层数 和 相应的构件截面尺 寸。施加相 同位移荷 载分析 得各 模型抗震性能指标见表 7。 表 7 结构高度对交错桁架抗震性能的 影响 T ab le 7 In fluence o f structural heigh t 参数 层数 结构高度 /m $ma x /mm L M -6 10 30 6531 4 31 92

41、M-1 12 36 7201 8 41 36 M-7 14 42 7881 2 51 03 M-8 18 54 8651 3 41 87 M-9 24 72 9411 5 41 46 比较表 5中计算结果可知: ( 1 桁架落地 式交 错桁 架的 抗震 性能 高于 桁架 不落地式, M-1 的位 移 延性 系 数和 能 量耗 散 系数 比 M-2 的分别高 9% 和 17% 。由于 落地 桁架 结构 的底 层刚度大于 不落 地桁 架结 构 的底 层刚 度, 结 构 整体 竖向刚度 较不 落地 式 连续 均匀, 受 力合 理。而 不落 地式桁架的 底部 较薄 弱, 导 致 地震 作用 下底 层

42、受力 集中, 其它结构层 不能充分 发挥其 耗能能 力。因此, 在抗震设防地区, 若 要求底层 为连续 大空间, 而 必须 采取桁架不落地式 时, 需设置 适当支 撑, 来加强 结构 底层的刚度, 避免结构薄弱层过早出现在底层。 ( 2 混合式桁 架体系 M-1 的 延性 系数 和能 量耗 散系数比空腹式桁架体系 M-3 的分别低 15 和 6% , % 但其最大承载力则比空腹 式桁架体系 的高 42% 。实 际应用中需适当增加 空腹结 构横向支 撑体系 来改善 结构整体抗侧刚度。 139 模型 M-6, M-1 和 M-7截 面相 同, 但 结构 高 度递 增, 使得其在相同水 平荷载作 用

43、下, 结 构顶点位 移逐 渐增大, 顶层 位移延 性系 数亦逐 渐增 大。模型 M-7, M-8 和 M-9 之间构件选用了不同的截面形式, 随结构 高度的增加, 顶层最 大位移逐 渐增大, 但顶层位 移延 性系数却逐渐降低。 交错桁架结构体系 承受的 水平力先 由上层 桁架 传递至楼 板, 再 由 楼板 传至 下层 桁 架。在当 结 构高 度过高, 层数 过 多时, 楼板, 尤 其是 底层 楼板 因 承受 较大的剪力 而过 早发 生破 坏, 进而 影响 了整 体 结构 的承载能力, 造成 结构整体 延性降 低。 此时, 若 要满 足结构的受 力要 求, 楼 板的 厚 度及 节点 施工 处 理

44、都 变得十分复 杂且 不经 济, 故 应 对交 错桁 架结 构 体系 的高度进行限制。层数 30 40是钢结构交错桁架结 构体系较为合 理经济 的最 大层 数 规程 6 ( JG J 99 1998 11 10 要以限制结构层间位 移角和顶 点位移 角大小来 控制 结构在地震 作用下 的 位移, 并没 有 明确 规定 在不 同 地震烈度地区各种 结构形式 的容许 延性系数。 参考 文献 13 中要求中等地震强度地区 结构的整体 延性 系数需大于 4 的规 定和 5高 层民用 建筑 钢结 构技 术 规程 6 ( JG J 99 1998 11 , 建议交错桁 架结构的 高宽 比宜满足如下 要 求

45、: 抗 震设 防烈 度 为 7 度及 以下 地 区, 高宽比不宜大于 5; 抗震设 防烈度为 8度地 区, 高 宽比不宜大于 4; 抗震 设防 烈度 为 9 度地 区, 高 宽比 不宜大于 3。 31 5 桁架跨高比的影响 桁架跨度为 1618m 和 节间 距 保持 不变, 改变 结 构层高, 研究 不同 的桁 架跨 高比 对 交错 桁架 结构 体 系抗 震 性能 的影 响。模 型 M-1, M-12, M-13 和 M-14 的有限元分析结果见表 9。 表 9 桁架跨高比对交错桁架抗震性能的影响 T able 9 Influence of ratio o f truss span and h

46、e ight 参数 层高 /m 桁架跨高比 $ma x /mm 最大层间位移 $1 /mm M-12 21 6 61 5 6661 7 631 3 M-1 3 51 6 7201 8 711 6 M-13 31 6 41 7 75511 7614 M-14 41 2 4 7731 6 801 7 , 考虑 合理 建筑 层高为 3 316m, 且参 考 5高层 民用建 筑钢结构 技术 , 建议交错 桁架结构 的高度 宜满足如下要求: 抗 震设防烈 度为 7度 及以下 地区, 高度不宜大于 140m; 抗震设防烈度为 8度地区, 高度 不宜大于 120m; 抗震设防烈度为 9度地区, 高度不宜 大

47、于 90m。 314 结构高宽比的影响 选取交错 桁架 结构 为 落地 混合 式, 结构 宽度 为 161 8m, 层高为 3m, 改 变结 构 总高 度, 以 研究 不 同结 构高宽比 下, 钢 结 构交 错桁 架体 系 的抗 震性 能。模 型 M-7, M-9, M-10和 M-11 的计算结果见表 8。 表 8 结构高宽比对交错桁架抗震受力性能的影响 T ab le 8 参数 结构高度 /m 结构高宽比 发生明显屈服时 位移 $y /mm $m ax /mm L 用钢量 / kg# m - 2 底层柱应力比 随桁架跨 高比 的减 小, 结构 顶层 最大 位 移和 最 大层间位移增大; 且

48、随 桁架跨 高比的减 小, 结构 顶层 最大位移和最大层 间位移的 增加幅 度逐渐减 小。其 中, M-1 的顶层最大位移 和最大 层间 位移比 M-12 的 分别大 811% 和 1311% ; M-13 的 顶 层最 大位 移和 最 大层 间位 移比 M-1 的分 别大 4176% 和 61 7 ; M-14 % 的顶层最大 位移和 最大 层间 位 移比 M-13 的 分别 大 21 44%和 51 63% 。不同跨高比 下结构 各层层间 侧向 Influence of ratio of structura l he ight and w idth M-7 42 21 5 1561 7 7

49、881 2 51 03 401 5 01 74 M-11 60 31 6 1781 0 8701 2 41 89 461 7 01 73 M -9 72 41 3 2111 1 9411 5 41 46 561 3 01 68 M -10 84 510 26914 1029 31 82 5613 01 82 位移见图 16。 低周反复荷载作 用下, 随着 结构高 宽比的 增加, 结构最大位移显著 增加, 位移 延性系 数逐渐减 小, 抗 震性能明显降低, 且 相应的结 构用钢 量明显增 加, 经 济 性 降 低。 其 中, M-11 的 最 大 位 移 比 M-7 的 大 101 4% , M

50、-9的最大位移比 M-11 的大 81 2% ; M-10的 最大 位移 比 M-9 的大 913% ; M-11 的 位移 延性 系数 比 M-7的小 21 8% , M-9的 位移延 性系数 比M -1 1的小 8179% 。M-10的位移延性系数比 M-9 的小 141 3% 。 5建筑抗 震 设 计规 范 6 ( GB 50011 2001 12 图 16 不同跨 高比下结构层间位移 F ig 16 S tructura l floor d isplacem ents under different . ratio of truss span and he ight 主 140 由图

51、16 知, 结构的最大 层间位 移均 发生在 第二 层。最大层间 位 移随 跨高 比 的减 小明 显增 大, 水平 力作用时, 薄弱层会 出现局部 破坏, 进 而导致整 体结 构提前破 坏, 不 利 于发 挥结 构的 整 体受 力性 能。建 议交错桁架结构中桁架的适宜跨高比为 4B1 9B1。 2 应 用 J . 钢 结 构, 2000 15 ( 2 : 16-18 ( Z , . HOU X uhong MO T ao CA I Y iyan, et a. T he use of new type , , l staggered truss struc ture J. Stee l Cons

52、truction, 2000, 15( 2: 16-18. ( in Ch inese G upta R P, Go el S C. D yna ic ana lys is o f staggered m truss fram ing syste J. Journal of Structura l D iv ision, m 1972, 98 ( 7: 1475-1492 . 3 R obert D H, G len V B. Se is ic design o f staggered m truss build ing s J. Journal of Structural D iv isio

53、n, 1974, 100( ST 1: 175 -193 . 潘英, 周绪红. 交 错 桁架 体 系抗 震 性能 的 协 同分 析 J. 钢 结 构, 2000 ( S : 1-6 ( PAN Y ing Z . , HOU X uhong A na lysis on cooperative m echanical for seism ic . behav ior o f the stagge red truss syste J . m Construction, 2000( S. 1-6 ( in Ch inese . 5 Steel 4 结论及设计建议 建立同时考虑材料 非线性 及几何非

54、线性的 有限 元分析模型, 可以 较为 精确 地 分析 钢结 构交 错 桁架 体系的抗震性能, 通过分析, 可得到如下结论。 ( 1 有抗 震 设防 要求 的 交错 桁架 结构, 其 底层 桁架应落地, 且落 地桁 架的 数 目应 不少 于横 向 框架 总数的一 半。交 错桁 架结 构 宜采 用混 合桁 架, 房屋 的纵向走廊宜设在 桁架跨 度中央或 其附 近 1 /3 跨度 范围内。 ( 2 随空 腹 节间 距增 大, 结构 顶层 位移 和 位移 延性增大; 但 空腹 节间 腹杆 发 生破 坏时 的位 移 逐渐 减小, 且极限 位移 的增 加比 位 移延 性增 加幅 度 大得 多。在满足结 构 功能 需求 的 前提 下, 空 腹节 间 距越 小, 结构抗震性能越好。 ( 3 随着 结 构高 度的 增 加, 位 移延 性系 数 呈现 先增大后减小的趋 势。且过高 的结构 高度使得 底层 楼板所受剪力增大, 结构构造 十分复 杂而不经 济, 交 错桁架结构体系的 抗震受 力性能亦 逐渐降 低。交错 桁架结构的高度宜满足如下要求