80 m球徑螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼強(qiáng)震失效機(jī)理

曹正罡，嚴(yán)佳川,周傳波

(1. 結(jié)構(gòu)工程災(zāi)變與控制教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(哈爾濱工業(yè)大學(xué))，哈爾濱 150090；2. 哈爾濱工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，哈爾濱 150090；3. 湖南大學(xué) 土木工程學(xué)院，長(zhǎng)沙 410082)

80 m球徑螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼強(qiáng)震失效機(jī)理

曹正罡1,2，嚴(yán)佳川1,2,周傳波3

(1. 結(jié)構(gòu)工程災(zāi)變與控制教育部重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室(哈爾濱工業(yè)大學(xué))，哈爾濱 150090；2. 哈爾濱工業(yè)大學(xué) 土木工程學(xué)院，哈爾濱 150090；3. 湖南大學(xué) 土木工程學(xué)院，長(zhǎng)沙 410082)

為探究半剛性節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼在強(qiáng)震作用下的失效機(jī)理，以沈北新區(qū)80 m球徑螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼為研究對(duì)象，采用通用有限元軟件ANSYS，引入節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)和數(shù)值分析數(shù)據(jù)來(lái)模擬實(shí)際工程中螺栓球節(jié)點(diǎn)的抗彎性能，建立可考慮節(jié)點(diǎn)實(shí)際連接剛度的精細(xì)化數(shù)值模型，并進(jìn)一步考慮局部桿件和節(jié)點(diǎn)加強(qiáng)、殼體外表面安裝維護(hù)材料等不同結(jié)構(gòu)條件的變化，在此基礎(chǔ)上，對(duì)其開(kāi)展強(qiáng)震作用下的失效機(jī)理研究.分析結(jié)果表明：沈北新區(qū)80 m球徑螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼的失效機(jī)理為局部節(jié)點(diǎn)瞬時(shí)大量破壞導(dǎo)致的結(jié)構(gòu)動(dòng)力失穩(wěn)倒塌.局部加固網(wǎng)殼只能改善結(jié)構(gòu)正常使用狀態(tài)的各項(xiàng)響應(yīng)指標(biāo)，無(wú)法提高結(jié)構(gòu)極限承載力.在現(xiàn)有結(jié)構(gòu)表面安裝維護(hù)面板，其各項(xiàng)響應(yīng)指標(biāo)(位移、支座反力等)皆明顯增大，極限承載力下降57.1%，抗震能力明顯降低.

半剛性節(jié)點(diǎn)；單層球面網(wǎng)殼；有限元模擬；時(shí)程分析；失效機(jī)理

單層球面網(wǎng)殼具有自重輕、受力合理、造型優(yōu)美等一系列特點(diǎn)，常被應(yīng)用于國(guó)家或地區(qū)的標(biāo)志性建筑[1].當(dāng)前單層球面網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中，從安全性角度考慮，通常采用焊接球節(jié)點(diǎn)，此種節(jié)點(diǎn)焊接量大、工序復(fù)雜、施工質(zhì)量無(wú)法保證，而傳統(tǒng)的螺栓球節(jié)點(diǎn)標(biāo)準(zhǔn)化加工、裝配方便、定位精準(zhǔn)、外形優(yōu)美，特別適用于單層通透性網(wǎng)格結(jié)構(gòu)[2].在實(shí)際應(yīng)用過(guò)程中，由于螺栓球節(jié)點(diǎn)錐頭、套筒位置桿件截面的削弱，規(guī)程[3]中規(guī)定螺栓球節(jié)點(diǎn)假設(shè)為鉸接節(jié)點(diǎn)，忽略其抗彎剛度，因此，中國(guó)僅在一些小跨度或作為維護(hù)結(jié)構(gòu)的單層網(wǎng)殼中應(yīng)用螺栓球節(jié)點(diǎn)[4].實(shí)際上螺栓球節(jié)點(diǎn)并非理想鉸接節(jié)點(diǎn)，具有一定抗彎剛度，文獻(xiàn)[5]研究表明，螺栓球節(jié)點(diǎn)球面網(wǎng)殼極限承載力最高可達(dá)剛接節(jié)點(diǎn)的98%，最低超過(guò)36%.對(duì)于螺栓球節(jié)點(diǎn)的抗彎性能早在20世紀(jì)90年代就有學(xué)者開(kāi)始關(guān)注，英國(guó)研究人員對(duì)螺栓連接節(jié)點(diǎn)構(gòu)造進(jìn)行了總結(jié)和分類[6]，日本學(xué)者Shibata、Kato等[7-8]對(duì)螺栓球節(jié)點(diǎn)網(wǎng)殼進(jìn)行了理論分析、數(shù)值模擬和試驗(yàn)研究，形成比較系統(tǒng)的分析方法，但對(duì)其失效機(jī)理的研究較少.國(guó)內(nèi)學(xué)者范峰、支旭東等[9-11]進(jìn)行考慮損傷累積、下部支承結(jié)構(gòu)耦合效應(yīng)和地震動(dòng)空間變化性效應(yīng)的單層球面網(wǎng)殼失效機(jī)理研究，其研究主要針對(duì)剛性節(jié)點(diǎn).

本文針對(duì)單層螺栓球網(wǎng)殼示范性工程——沈陽(yáng)沈北新區(qū)市民健身中心80 m球徑單層球面網(wǎng)殼，對(duì)其在強(qiáng)震作用下的失效機(jī)理進(jìn)行系統(tǒng)研究，同時(shí)探討局部開(kāi)洞以及洞口桿件加強(qiáng)和殼體外表面安裝維護(hù)面板等對(duì)其極限承載力的影響規(guī)律.

1 工程概況及有限元模型

1.1 工程概況

沈北新區(qū)市民健身中心鋼結(jié)構(gòu)采用短程線型螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼，球徑80 m，矢高66.7 m，落地處跨度56 m，結(jié)構(gòu)全貌見(jiàn)圖1(a)，結(jié)構(gòu)尺寸見(jiàn)圖1(b)，采用材質(zhì)為Q345B的無(wú)縫鋼管，節(jié)點(diǎn)1 217個(gè)，均為傳統(tǒng)螺栓球節(jié)點(diǎn)，支座采用成品固定鉸支座，目前工程已經(jīng)竣工.

1.2 有限元模型

利用ANSYS軟件進(jìn)行整體結(jié)構(gòu)的模擬時(shí)，首先進(jìn)行螺栓球與桿件連接處的自由度關(guān)系模擬，根據(jù)實(shí)際情況(圖2(a)、2(b))，假設(shè)球節(jié)點(diǎn)和桿件之間沒(méi)有相對(duì)軸向拉伸與壓縮變形，僅考慮節(jié)點(diǎn)彎曲和扭轉(zhuǎn)剛度影響，因此將其3個(gè)平動(dòng)自由度直接耦合在一起，而3個(gè)轉(zhuǎn)動(dòng)自由度分別用3個(gè)彈簧單元(Combin39)來(lái)模擬[12]，依據(jù)每個(gè)圓形桿件的方位來(lái)建立局部坐標(biāo)系，X方向彈簧模擬節(jié)點(diǎn)繞軸向的扭轉(zhuǎn)剛度，Y、Z方向彈簧模擬節(jié)點(diǎn)的彎曲剛度，Combin39彈簧單元基本屬性直接引入文獻(xiàn)[12]中不同型號(hào)螺栓球節(jié)點(diǎn)彎矩-轉(zhuǎn)角曲線，曲線中的極限彎矩或極限扭矩為實(shí)際節(jié)點(diǎn)螺栓屈服對(duì)應(yīng)的內(nèi)力.

圖1 結(jié)構(gòu)全貌及幾何模型

采用Beam189梁?jiǎn)卧M網(wǎng)殼中的桿件，其材料特性符合Q345B理想彈塑性模型假定.殼面節(jié)點(diǎn)所轄區(qū)域內(nèi)重力荷載按等效原則以質(zhì)量單元的形式集中在網(wǎng)殼節(jié)點(diǎn)上.按上述原則即可建立一個(gè)精細(xì)化的半剛性節(jié)點(diǎn)單層網(wǎng)殼的動(dòng)力分析數(shù)值模型，選取EL-Centro地震動(dòng)三向輸入，采用時(shí)程分析法研究沈北市民健身中心網(wǎng)殼強(qiáng)震作用下的失效機(jī)理.同時(shí)考慮局部加固和安裝維護(hù)面板后網(wǎng)殼的極限承載力變化規(guī)律，本文共建立3個(gè)分析模型，見(jiàn)表1.

圖2 桿件與螺栓球節(jié)點(diǎn)的連接

類型簡(jiǎn)稱結(jié)構(gòu)特點(diǎn)實(shí)際工程模型模型1實(shí)際工程模型是表面不覆蓋任何蓋板,屋面恒荷載0.1kN/m2局部加固模型模型2局部加固模型是大小門周邊節(jié)點(diǎn)采用剛性節(jié)點(diǎn),屋面恒荷載0.1kN/m2加玻璃板模型模型3加玻璃面板模型,屋面恒荷載0.8kN/m2

2 研究方法及典型失效模式

2.1 研究方法

本文建立ANSYS有限元分析模型，采用多重響應(yīng)的全荷載域動(dòng)力時(shí)程分析法，考察網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)的強(qiáng)震失效機(jī)理.在分析中主要考察以下特征響應(yīng)：

1)最大節(jié)點(diǎn)位移及其時(shí)程曲線.取結(jié)構(gòu)振動(dòng)幅度最大節(jié)點(diǎn)在整個(gè)動(dòng)力時(shí)程內(nèi)的最大振動(dòng)幅值，宏觀上體現(xiàn)結(jié)構(gòu)的剛度水平，而通過(guò)節(jié)點(diǎn)振動(dòng)時(shí)程曲線可判別節(jié)點(diǎn)振動(dòng)是否平衡或結(jié)構(gòu)已振動(dòng)發(fā)散.

2)不同屈服程度桿件比例.結(jié)構(gòu)中出現(xiàn)不同截面屈服程度的桿件比例，按照截面屈服程度不同定義為1P、3P、5P和8P，1P表示桿件截面上8個(gè)積分點(diǎn)中至少1個(gè)進(jìn)入塑性，3P表示桿件截面上8個(gè)積分點(diǎn)中至少3個(gè)進(jìn)入塑性，其余類推，宏觀上體現(xiàn)結(jié)構(gòu)的應(yīng)力水平.

3)節(jié)點(diǎn)域受力特征.取內(nèi)力最大節(jié)點(diǎn)域在整個(gè)動(dòng)力時(shí)程內(nèi)的最大值，判斷螺栓球節(jié)點(diǎn)是否破壞.

4)支座反力.取反力最大支座在時(shí)程內(nèi)的幅值，評(píng)價(jià)支座的安全性，判斷結(jié)構(gòu)失效時(shí)是否會(huì)發(fā)生整體傾覆.

2.2 典型失效模式

單層球面網(wǎng)殼在失效之前會(huì)出現(xiàn)各種不同的響應(yīng)，文獻(xiàn)[13]根據(jù)剛性節(jié)點(diǎn)球面網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)在地震作用下的特征響應(yīng)總結(jié)和定義兩種典型的失效模式，分別是動(dòng)力失穩(wěn)和強(qiáng)度破壞.

1)動(dòng)力失穩(wěn).在這種破壞形式中，結(jié)構(gòu)的幾何非線性起到更為主要的作用，當(dāng)各節(jié)點(diǎn)的振動(dòng)平衡位置發(fā)生一定偏移后，結(jié)構(gòu)即不能維持其總體平衡形狀，失穩(wěn)前內(nèi)部塑性發(fā)展并不嚴(yán)重，結(jié)構(gòu)位移較小.

2)強(qiáng)度破壞.結(jié)構(gòu)隨荷載幅值增大，要經(jīng)受較大的反復(fù)塑性變形發(fā)展，結(jié)構(gòu)剛度逐漸削弱,各節(jié)點(diǎn)的振動(dòng)平衡位置發(fā)生越來(lái)越大的偏移，最后由于塑性損傷的過(guò)度累積導(dǎo)致結(jié)構(gòu)再也不能維持其穩(wěn)定振動(dòng)狀態(tài)而發(fā)生大塑性狀態(tài)下的倒塌.

3 強(qiáng)震下網(wǎng)殼特征響應(yīng)

3.1 節(jié)點(diǎn)位移

隨著地震荷載幅值的不斷增大，模型1和模型2中最大節(jié)點(diǎn)位移隨之增長(zhǎng)(見(jiàn)圖3)，最終竣工網(wǎng)殼和局部加固網(wǎng)殼呈現(xiàn)倒塌趨勢(shì)時(shí)的荷載均為700 gal，此時(shí)兩者所對(duì)應(yīng)的最大節(jié)點(diǎn)位移分別為0.925 m和0.412 m，加固后極限位移減小近55.5%，由此可知，局部節(jié)點(diǎn)加固雖然無(wú)法提高本球面網(wǎng)殼在強(qiáng)震作用下的承載力，但可有效限制網(wǎng)殼中最大節(jié)點(diǎn)位移.觀察圖3(b)，頂點(diǎn)位置節(jié)點(diǎn)位移隨荷載幅值大致呈線性增長(zhǎng)趨勢(shì)，因此可以斷定結(jié)構(gòu)中發(fā)生最大位移節(jié)點(diǎn)位置出現(xiàn)在網(wǎng)殼薄弱區(qū)域(開(kāi)洞處).若在現(xiàn)有竣工網(wǎng)殼表面安裝維護(hù)面板(模型3)，其抗震能力急劇降低，當(dāng)荷載幅值超過(guò)300 gal后結(jié)構(gòu)中最大節(jié)點(diǎn)位移值開(kāi)始發(fā)散，故僅從抗震角度考慮，在竣工網(wǎng)殼表面安裝維護(hù)面板這一方案較為不妥.

為了確定3種模型在強(qiáng)震作用下的極限承載力，本文以模型1為例，研究其在不同峰值加速度地震動(dòng)(EL-Centro)作用下的最大節(jié)點(diǎn)位移時(shí)程(圖4)，研究發(fā)現(xiàn)，隨著荷載幅值的增大，結(jié)構(gòu)中節(jié)點(diǎn)偏離原平衡位置越來(lái)越遠(yuǎn)，當(dāng)荷載幅值達(dá)到700 gal時(shí)，其位移階躍到新的平臺(tái)振動(dòng)，并呈現(xiàn)發(fā)散跡象，結(jié)構(gòu)存在倒塌趨勢(shì).綜合分析節(jié)點(diǎn)位移時(shí)程曲線，可保守確定3個(gè)模型對(duì)應(yīng)的極限承載力分別為700、700和300 gal.

3.2 塑性發(fā)展

圖5(a)為沈北新區(qū)單層球面網(wǎng)殼(模型1)桿件進(jìn)入塑性比例隨荷載幅值變化的響應(yīng)曲線，當(dāng)荷載幅值小于500 gal時(shí)，結(jié)構(gòu)中無(wú)桿件進(jìn)入塑性，整個(gè)網(wǎng)殼處于彈性狀態(tài)；荷載幅值超過(guò)500 gal后，桿件進(jìn)入塑性的比例急劇增大，但總量較小，荷載幅值為700 gal時(shí)，網(wǎng)殼中桿件截面至少1個(gè)積分點(diǎn)進(jìn)入塑性的比例為0.6%，而全截面進(jìn)入塑性的比例僅為0.5%，由此可見(jiàn)網(wǎng)殼發(fā)生破壞時(shí)內(nèi)部塑性發(fā)展不大，沈北網(wǎng)殼的破壞不具有強(qiáng)度破壞的典型特征.

圖3 荷載幅值-節(jié)點(diǎn)位移曲線

圖4 模型1最大節(jié)點(diǎn)位移時(shí)程曲線

局部加固網(wǎng)殼(模型2)和安裝維護(hù)面板網(wǎng)殼(模型3)中桿件進(jìn)入塑性比例隨荷載幅值變化規(guī)律見(jiàn)圖5(b)和5(c).模型2中的桿件在荷載幅值為400 gal時(shí)開(kāi)始進(jìn)入塑性，當(dāng)荷載幅值達(dá)到700 gal時(shí)，網(wǎng)殼中桿件1P以上進(jìn)入塑性比例為1.0%，全截面進(jìn)入塑性比例為0.7%，相比模型1，各項(xiàng)比例值均有不同程度增大.究其原因，局部加固導(dǎo)致門柱附近節(jié)點(diǎn)剛度增加，相應(yīng)桿件上分擔(dān)的內(nèi)力亦隨之增大，故而相同荷載幅值作用下模型2中進(jìn)入塑性桿件更多.模型3中的桿件從100 gal開(kāi)始進(jìn)入塑性，300 gal時(shí)，網(wǎng)殼中桿件1P以上進(jìn)入塑性比例為0.44%，而全截面進(jìn)入塑性比例僅為0.22%，該網(wǎng)殼破壞時(shí)桿件進(jìn)入塑性比例更小.由上述現(xiàn)象可知，3種模型最終破壞模式都不具有強(qiáng)度破壞的典型特征.

圖5 不同網(wǎng)殼進(jìn)入塑性桿件比例

3.3 節(jié)點(diǎn)域內(nèi)力

分析3種模型中螺栓球節(jié)點(diǎn)球端內(nèi)力隨荷載幅值的變化規(guī)律(扭矩和彎矩皆取絕對(duì)值)，見(jiàn)圖6.模型1和模型3在常遇地震作用時(shí)有螺栓球節(jié)點(diǎn)球端達(dá)到極限扭矩，但達(dá)到極限彎矩時(shí)對(duì)應(yīng)的荷載幅值不同，其中模型1中的節(jié)點(diǎn)400 gal開(kāi)始達(dá)到極限彎矩，模型3則對(duì)應(yīng)220 gal，由此可知，網(wǎng)殼表面安裝維護(hù)面板會(huì)使節(jié)點(diǎn)域內(nèi)力顯著增大，造成大量節(jié)點(diǎn)因達(dá)到其極限扭矩、彎矩而破壞.模型2中的螺栓球球端扭矩維持在0.3～0.4 kN·m范圍內(nèi)，最大彎矩小于最大扭矩40 kN·m，因此局部加固的網(wǎng)殼直到發(fā)生結(jié)構(gòu)倒塌之前無(wú)節(jié)點(diǎn)破壞.

基于上文的研究結(jié)果，進(jìn)一步探討3種模型中節(jié)點(diǎn)破壞比例和單個(gè)荷載步下網(wǎng)殼節(jié)點(diǎn)最大破壞比例隨荷載幅值的變化規(guī)律.圖7顯示隨著荷載幅值的增大，在接近極限荷載時(shí)，模型1和模型3中的節(jié)點(diǎn)破壞總數(shù)急劇增多，結(jié)構(gòu)中發(fā)生大量節(jié)點(diǎn)破壞，綜合以上分析結(jié)果可知，網(wǎng)殼中螺栓球節(jié)點(diǎn)破壞是探究網(wǎng)殼失效模式必須考慮的關(guān)鍵影響因素.

圖6 球端力-荷載幅值曲線

圖7 節(jié)點(diǎn)破壞個(gè)數(shù)-荷載幅值曲線

3.4 支座反力

從圖8(a)可知，當(dāng)荷載幅值不超過(guò)300 gal時(shí)，模型1中的最大支座反力與荷載幅值基本呈線性關(guān)系，隨著荷載幅值的繼續(xù)增大，結(jié)構(gòu)中的最大支座反力呈現(xiàn)非線性變化，當(dāng)達(dá)到極限荷載700 gal時(shí)，沈北單層球面網(wǎng)殼(模型1)中的最大支座反力為4 586.6 kN，隨后最大支座反力急劇增大.模型3中支座反力變化規(guī)律與模型1相似，當(dāng)達(dá)到極限荷載300 gal時(shí)，最大支座反力為3 726.8 kN，隨后也是急劇增大，最終結(jié)構(gòu)破壞.模型2的變化規(guī)律與前兩種網(wǎng)殼不同，網(wǎng)殼直至破壞時(shí)最大支座反力與荷載幅值都呈現(xiàn)線性關(guān)系，支座反力無(wú)急劇增大現(xiàn)象，極限荷載時(shí)其最大支座反力為4 248.6 kN.

進(jìn)行時(shí)程分析時(shí)，3種結(jié)構(gòu)中支座部位都出現(xiàn)了不同大小的拔力，其中結(jié)構(gòu)中最大支座拔力隨荷載幅值的變化規(guī)律見(jiàn)圖8(b)，3種模型達(dá)到各自極限荷載時(shí)，支座中出現(xiàn)拔力最大的是模型1，其值為3 510.9 kN，而圖9則給出出現(xiàn)拔力支座個(gè)數(shù)隨荷載幅值的變化規(guī)律，700 gal時(shí)，模型1中出現(xiàn)拔力的支座個(gè)數(shù)達(dá)到27個(gè)，接近總支座個(gè)數(shù)(51)的52.9%，且連片出現(xiàn)，因而結(jié)構(gòu)有發(fā)生傾覆危險(xiǎn).模型3和模型2達(dá)到各自極限荷載時(shí)支座拔力分別為3 105.5 kN和2 781.4 kN，因此從網(wǎng)殼支座反力考慮，加固后的結(jié)構(gòu)性能亦更優(yōu).

圖8 荷載幅值-支座反力曲線

結(jié)合圖9分析，3種結(jié)構(gòu)從220 gal開(kāi)始，單荷載步結(jié)構(gòu)中出現(xiàn)拔力支座個(gè)數(shù)維持在較高的水平(35.3%以上)，因此針對(duì)此種單層球面網(wǎng)殼，必須考慮結(jié)構(gòu)在地震作用下是否發(fā)生傾覆.

圖9 單荷載步出現(xiàn)拔力支座個(gè)數(shù)-荷載幅值曲線

Fig.9 The number of bearings with pulling per load steps-acceleration amplitude

4 網(wǎng)殼失效機(jī)理

分析發(fā)現(xiàn)沈北單層球面網(wǎng)殼破壞前內(nèi)部塑性發(fā)展并不嚴(yán)重，結(jié)構(gòu)位移相對(duì)較小，結(jié)構(gòu)破壞比較突然，其失效模式符合動(dòng)力失穩(wěn)的一般特征，但造成失穩(wěn)的原因與通常意義的動(dòng)力失穩(wěn)不一樣，下文將重點(diǎn)對(duì)模型1在破壞荷載作用時(shí)對(duì)應(yīng)的時(shí)程過(guò)程來(lái)研究結(jié)構(gòu)失穩(wěn)原因.

由3.3節(jié)研究結(jié)論，選擇網(wǎng)殼失效機(jī)理探索的切入點(diǎn)為結(jié)構(gòu)中的節(jié)點(diǎn)，圖10繪出模型1和模型2對(duì)應(yīng)荷載幅值800 gal，模型3對(duì)應(yīng)荷載幅值400 gal時(shí)節(jié)點(diǎn)破壞個(gè)數(shù)時(shí)程，3種網(wǎng)殼在最后破壞時(shí)，節(jié)點(diǎn)破壞個(gè)數(shù)發(fā)生階躍，結(jié)構(gòu)中發(fā)生瞬時(shí)大量節(jié)點(diǎn)破壞.

圖10 節(jié)點(diǎn)破壞比例時(shí)程曲線

進(jìn)一步研究模型1在極限荷載作用下破壞瞬間桿件和節(jié)點(diǎn)狀態(tài)，分析發(fā)現(xiàn)在結(jié)構(gòu)破壞瞬間，大門左側(cè)局部區(qū)域大量桿件或者節(jié)點(diǎn)位移瞬間增大，見(jiàn)圖11，結(jié)構(gòu)發(fā)生破壞瞬間，在一個(gè)區(qū)域，大量節(jié)點(diǎn)發(fā)生破壞，與結(jié)構(gòu)局部失穩(wěn)的位置基本重合，由此可知瞬間大量節(jié)點(diǎn)破壞是導(dǎo)致結(jié)構(gòu)失穩(wěn)的直接原因.

在上文分析基礎(chǔ)上，研究結(jié)構(gòu)破壞與桿件塑性發(fā)展的關(guān)系，圖12呈現(xiàn)了結(jié)構(gòu)破壞瞬間模型1中桿件的塑性發(fā)展，結(jié)構(gòu)在破壞瞬間，無(wú)大量桿件進(jìn)入塑性，進(jìn)入塑性桿件總量所占比例很小，塑性桿件位于第16～20環(huán)，大門左側(cè)，這是因?yàn)樵撐恢脼榫W(wǎng)殼中桿件截面變化位置，且處于X軸方向，X向地震動(dòng)貢獻(xiàn)大，網(wǎng)殼中桿件內(nèi)力較大.破壞瞬間，僅新增少量塑性桿件，新增塑性桿件位于節(jié)點(diǎn)破壞區(qū)域上方，這主要是因?yàn)樗矔r(shí)節(jié)點(diǎn)大量破壞，失效節(jié)點(diǎn)區(qū)域桿件內(nèi)力減小，導(dǎo)致失效區(qū)域附近桿件內(nèi)力增大,部分桿件進(jìn)入塑性.

沈北螺栓球節(jié)點(diǎn)單層球面網(wǎng)殼的失穩(wěn)破壞是由于網(wǎng)殼局部區(qū)域瞬時(shí)大量節(jié)點(diǎn)受彎或者受扭破壞(圖11)，節(jié)點(diǎn)瞬間破壞數(shù)為總節(jié)點(diǎn)的2.6% (圖10)，導(dǎo)致殼面大門左側(cè)區(qū)域凹陷，局部承載力喪失，最終網(wǎng)殼動(dòng)力失穩(wěn)破壞.

圖11 不同時(shí)刻模型1破壞節(jié)點(diǎn)位置

圖12 不同時(shí)刻模型1桿件塑性發(fā)展

5 結(jié) 論

1)沈北新區(qū)單層球面網(wǎng)殼的極限荷載為700 gal，網(wǎng)殼發(fā)生破壞時(shí)內(nèi)部塑性發(fā)展不大，破壞瞬間大量節(jié)點(diǎn)發(fā)生破壞，其失效機(jī)理為局部節(jié)點(diǎn)瞬時(shí)大量破壞導(dǎo)致的結(jié)構(gòu)動(dòng)力失穩(wěn)倒塌.

2)局部加固網(wǎng)殼的極限荷載為700 gal，加固后極限位移減小近55.5%，極限荷載時(shí)桿件進(jìn)入塑性比例增加56.5%，最大支座反力減小7.4%，局部加固能改善結(jié)構(gòu)正常使用狀態(tài)的各項(xiàng)響應(yīng)指標(biāo)，無(wú)法提高結(jié)構(gòu)極限承載力.

3)在現(xiàn)有結(jié)構(gòu)表面安裝維護(hù)面板，其極限荷載為300 gal，各項(xiàng)響應(yīng)指標(biāo)(位移、支座反力等)均大于竣工網(wǎng)殼，極限承載力下降57.1%，抗震性能明顯降低.

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(編輯趙麗瑩)

Failuremechanismofan80metersspansingle-layerreticulateddomewithbolt-balljointssubjectedtosevereearthquakes

CAO Zhenggang1,2, YAN Jiachuan1,2,ZHOU Chuanbo3

(1.Key Laboratory of Structures Dynamic Behavior and Control (Harbin Institute of Technology), Ministry of Education, Harbin 150090, China; 2. School of Civil Engineering, Harbin Institute of Technology, Harbin 150090, China; 3. School of Civil Engineering, Hunan University, Changsha 410082, China)

Taking an 80-meters-span singer-layer reticulated dome which have been constructed in the Shenbei New District as an example, the failure mechanism of the singer-layer reticulated dome under severe earthquakes were analyzed with the FE software ANSYS. Based on the data of the numerical analysis and the test of the joints, the bending performance of bolt-ball joints were obtained and introduced into the numerical analysis considering the joint stiffness. Different structure models were established to investigate the effect of structure model changes, including the strengthening the local members and joints and installing maintenance materials on the surface of the structure. The analysis indicates that the failure mechanism of this structure is the collapse due to the dynamic instability of the structures while the local joints are damaged instantaneously and massively. The reinforcement of the reticulated dome merely improves the behavior of the structures in normal service condition, but it cannot improve the ultimate bearing capacity. The seismic response including displacement and support reaction increase obviously by installing maintenance panels on the existing surface, while the ultimate bearing capacity of the structures reduces by 57.1% and its seismic capacity decreases largely.

semi-rigid joint; single-layer reticulated shell; finite element simulation; time-history analysis; failure mechanism

10.11918/j.issn.0367-6234.201603155

TU393.3

A

0367-6234(2017)12-0039-06

2016-03-31

國(guó)家自然科學(xué)基金面上項(xiàng)目(51378147);

國(guó)家自然科學(xué)基金青年基金(51308155)

曹正罡(1975—)，男，副教授，博士生導(dǎo)師

周傳波，hitzhoucb@163.com