·162· 工程科学学报，第39卷，第1期 300 60 250 一G1041 200 40 一G1096 =1042 -G1596 楼 150 57.5mm 315mm 304 桓 100 20 10 0 0.0020.0040.0060.0080.010 50100150200250300350 应变 位移fmm 60 (c) 0 。一= -S1597Y 20 一S1040X -597 --14D} --S1097Y -s043 --S1043Y -S1597X -20 -40 -60- 050100150200250300350400 位移mm 图10节点域3处受力情况.(a)关键节点N96的应力-应变曲线；(b)接触单元荷载-加载位移曲线：（©）连接单元荷载-加载位移曲线 Fig.10 Load condition of Joint 3:(a)stress-strain curve of key Node 96;(b)contact force-loading displacement curves;(c)connection force -loading displacement curves 移<150mm时处于弹性阶段，当荷载>150mm时荷载载-位移曲线发现：当加载位移加载至27mm时，钢框 继续增加伴随角点处的小范围压碎.而其他区域架节点域2处首先出现塑性变形杆件，同时节点域3 G1117并没有产生接触. 和6处的连接在X向上开始进入塑性变形，因此在设 由图12(c)可知：二层梁端的连接单元S1118的X 计框架时宜在底层柱端进行补强，避免该处过早发生 向，在加载位移至25mm时进入塑性阶段，继续加载至 塑性变形.底层梁端应力应变较小，仍处于弹性阶段. 300mm时完全破坏：连接柱端的连接单元S1051的X 墙体与钢框架之间的接触作用开始于加载位移至88 向在位移加载至44mm时开始进入塑性，当位移加载 mm时，墙板与钢框架之间的刚化效应进一步提高了 至117mm时达到极限承载力，继而发生失效，而其Y 该结构的极限承载能力，当位移加载至117mm时节点 向荷载始终处于较小值范围. 域5处的连接达到极限承载力，继而发生失效，大部分 (6)节点域6.参照详图7(g),节点域6的钢框架 连接失效发生在加载位移150mm左右，因此整体结构 在加载结束后柱角的这三点已全部进人塑性阶段，其 的荷载能力曲线在150mm之后开始出现下降趋势. 中应力应变最大点为N74,当位移加载至52mm时截 由此可见，缝隙的存在一定程度上降低了结构的抗侧 面开始进入塑性，继续加载至315mm结束时应力达到 刚度，但是也延缓了正交胶合木填充墙体与框架之间 237MPa(见图13(a)).节点域6区域内填充墙角点 的接触，减缓了墙体的开裂，更大程度上发挥了金属连 与框架角点无接触（见图13(b).金属连接件受力如 接件的耗能和变形能力，之后墙板参与，有效减小了钢 图13(c)所示，位于二层梁端部位的连接单元S1136, 框架的侧移 在加载位移至26mm时X向首先进人塑性，继续加载 4连接个数的影响（单层单跨） 至150mm时连接X向达到极限承载力，继而X向首先 破坏.连接单元S1073位于二层柱端位置，当位移加 墙体与钢框架之间的连接个数影响该结构体系的 载至47mm时X向首先进入塑性阶段，继续加载达到 抗侧能力.本节设置了单层单跨（跨度为5400mm,高 117mm时X向达到极限承载能力，继而发生破坏. 度为3600mm)下不同连接个数的三个算例进行比较 综上分析，该二层结构的失效模式是X向连接破 分析.连接平均间距D=900mm的试件为试件A:连 坏.参照以上各节点域的作用响应和图4 Pushover荷 接平均间距为1800mm时的结构定义为试件B:梁的工程科学学报,第 39 卷,第 1 期 图 10 节点域 3 处受力情况. (a)关键节点 N96 的应力鄄鄄应变曲线;(b)接触单元荷载鄄鄄加载位移曲线;(c)连接单元荷载鄄鄄加载位移曲线 Fig. 10 Load condition of Joint 3: (a) stress鄄鄄strain curve of key Node 96; (b) contact force鄄鄄loading displacement curves; (c) connection force鄄 鄄loading displacement curves 移 < 150 mm 时处于弹性阶段,当荷载 > 150 mm 时荷载 继续增加伴随角点处的小范围压碎. 而其他区域 G1117 并没有产生接触. 由图12(c)可知:二层梁端的连接单元 S1118 的 X 向,在加载位移至 25 mm 时进入塑性阶段,继续加载至 300 mm 时完全破坏;连接柱端的连接单元 S1051 的 X 向在位移加载至 44 mm 时开始进入塑性,当位移加载 至 117 mm 时达到极限承载力,继而发生失效,而其 Y 向荷载始终处于较小值范围. (6)节点域 6. 参照详图 7(g),节点域 6 的钢框架 在加载结束后柱角的这三点已全部进入塑性阶段,其 中应力应变最大点为 N74,当位移加载至 52 mm 时截 面开始进入塑性,继续加载至 315 mm 结束时应力达到 237 MPa (见图 13( a)). 节点域 6 区域内填充墙角点 与框架角点无接触(见图 13(b)). 金属连接件受力如 图 13(c)所示,位于二层梁端部位的连接单元 S1136, 在加载位移至 26 mm 时 X 向首先进入塑性,继续加载 至 150 mm 时连接 X 向达到极限承载力,继而 X 向首先 破坏. 连接单元 S1073 位于二层柱端位置,当位移加 载至 47 mm 时 X 向首先进入塑性阶段,继续加载达到 117 mm 时 X 向达到极限承载能力,继而发生破坏. 综上分析,该二层结构的失效模式是 X 向连接破 坏. 参照以上各节点域的作用响应和图 4 Pushover 荷 载鄄鄄位移曲线发现:当加载位移加载至 27 mm 时,钢框 架节点域 2 处首先出现塑性变形杆件,同时节点域 3 和 6 处的连接在 X 向上开始进入塑性变形,因此在设 计框架时宜在底层柱端进行补强,避免该处过早发生 塑性变形. 底层梁端应力应变较小,仍处于弹性阶段. 墙体与钢框架之间的接触作用开始于加载位移至 88 mm 时,墙板与钢框架之间的刚化效应进一步提高了 该结构的极限承载能力,当位移加载至 117 mm 时节点 域 5 处的连接达到极限承载力,继而发生失效,大部分 连接失效发生在加载位移 150 mm 左右,因此整体结构 的荷载能力曲线在 150 mm 之后开始出现下降趋势. 由此可见,缝隙的存在一定程度上降低了结构的抗侧 刚度,但是也延缓了正交胶合木填充墙体与框架之间 的接触,减缓了墙体的开裂,更大程度上发挥了金属连 接件的耗能和变形能力,之后墙板参与,有效减小了钢 框架的侧移. 4 连接个数的影响(单层单跨) 墙体与钢框架之间的连接个数影响该结构体系的 抗侧能力. 本节设置了单层单跨(跨度为 5400 mm,高 度为 3600 mm)下不同连接个数的三个算例进行比较 分析. 连接平均间距 D = 900 mm 的试件为试件 A;连 接平均间距为 1800 mm 时的结构定义为试件 B;梁的 ·162·