支座數量對某八邊形三向網架的影響分析

白宏思

（新疆大學建筑工程學院，新疆 烏魯木齊 830047）

1 引言

三向網架是由三個方向桁架按60°角相互交叉組成，這類網架的上下弦平面呈三角形。空間剛度大，受力性能好，支座受力較均勻。三向網架適用于較大跨度，且建筑平面為三角形、六邊形、多邊形和圓形[1,2,3]。

然而在實際工程中受制于建筑造型，較難滿足三個方向桁架按60°角相互相交，并不滿足三向網架定義。這種非嚴格意義上的三向網架受力性能如何，少見分析。故針對某一實際工程，對此類型的網架進行分析，以供類似工程設計參考。

2 工程概況

本網架由兩部分組成，下部為正八邊形，邊長為13.8m，斜交方向最長為36.06m，網架高2.5m，起坡高度為4.5m（坡度1：3）；上部為八邊形棱柱，八邊形邊長為2.3m，斜交方向最長為4.18m，高8.0m。具體尺寸見圖1所示。

工程所在地抗震設防烈度為8度，地震峰值加速度0.3g，

考慮到前述三向網架的剛度大，受力性能好，采用下弦周邊點支承。雖然該網架的跨度不大，但是考慮到起坡4.5m，故支座布置方案有兩種，一種是在八邊形的八個角上各布置一個支座，共八個支座；另一種是除八個角上布置支座外，還在八邊形每邊的中點布置一個支座，共十六個支座（見圖2）。

本文主要就這兩種模型對網架性能進行分析。為便于描述，采用八個支座的方案定為模型1，采用十六支座的方案定為模型2。

3 網架特征值分析

考慮到網架不同階段的支承條件不同[3,4]，網架支座處水平剛度（Kx和Ky）分別取0.3kN/mm和3kN/mm。至于支座處豎向剛度，根據文獻4提供的計算方法確定為6300kN/mm。現對模型1和模型2分別按不同支承條件計算，計算所得的網架自振頻率見表1。地震分組為第三組。工程所在地場地類別為Ⅱ類。

表1 網架自振頻率比較表 （rad/s）

從表中可以看出，支座剛度在0.3kN/mm和3kN/mm兩者之間變化時，模型的自振頻率并未發生改變。支座數量增多，網架的特征周期變大。

4 反應譜分析

采用設計反應譜[5]對網架進行分析，考慮三向地震作用。因網架支承在鋼筋混凝土結構上，網架的阻尼比取0.03。

經計算分析，網架支座處位移和內力見表2。從表中可以看出，模型1支座處的位移和內力均比模型2的大。對于支座處水平力（Fx，Fy），在支座剛度為0.3kN/mm時，模型1、2的差別很小；在支座剛度為3kN/mm時，模型1、2的差別很大，模型1的支座水平力大于模型2。對于支座處的豎向力（Fz），考慮到支座數量的差別，模型1、2的差別也很小。對于模型2而言，支座剛度的變化對支座處位移和內力均沒有影響。

表2 支座處位移內力對比表

考察了支座附近部分下弦桿的內力（見表3），從表中可以看出，模型1的下弦桿件內力基本大于模型2中桿件內力，但是在兩平面交線上的部分桿件內力小于模型2中的桿件內力。

表3 支座附近桿件內力對比表 （kN）

網架上部為突出的塔架，為此考察了網架上部塔架結構位移（見表4）。模型1的位移雖然大于模型2的位移，但兩者水平位移相近。對比同一模型中上部塔架結構頂端和根部的差值，塔架的相對位移很小。對于豎向位移的限值，根據文獻4取短跨的1/250，為33316/250=132mm，均大于模型1、2的值。表明模型1、2的豎向位移都是可接受的。

表4 網架上部塔架結構位移對比表 (mm)

5 結論

八支座模型（模型1）在支座處位移和內力，弦桿內力和上部塔架結構位移等方面的值均是可接受的，但大部分大于十六支座模型（模型2）中的值。在八支座模型內力小于十六支座的項目上，兩者的差別不大，且該項目值不大。

就本工程而言，八支座模型對網架支座剛度變化敏感，十六支座模型對網架支座剛度變化不敏感。

[2]黃呈偉．鋼結構設計[M]．北京：科學出版社，2005．

[3]王秀麗．大跨度空間結構分析與概念設計[M]．北京：機械工業出版社，2008．

[4]中華人民共和國住房和城鄉建設部．空間網格結構技術規程（JGJ7-2010）[S]．北京：中國建筑工業出版社，2010．

[5]中華人民共和國住房和城鄉建設部．建筑抗震設計規范（GB50011-2010）[S]．北京：中國建筑工業出版社，2010.

[1]沈祖炎，陳揚驥．網架與網殼[M]．上海：同濟大學出版社，1997．