基于極限平衡理論的鋼與混凝土組合框架結(jié)構(gòu)抗震分析

王玉良，趙 敏，郝際平，薛 強(qiáng)，姜維山

(1. 天津城建大學(xué)天津市土木建筑結(jié)構(gòu)防護(hù)與加固重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，天津 300384；2. 西安建筑科技大學(xué)土木工程學(xué)院，西安 710055)

鋼與混凝土組合框架結(jié)構(gòu)是指含有鋼與混凝土組合構(gòu)件的框架結(jié)構(gòu)，通過(guò)鋼與混凝土的組合，充分發(fā)揮兩種材料的優(yōu)良特性，具有顯著經(jīng)濟(jì)效益，已成為結(jié)構(gòu)體系的重要發(fā)展方向之一[1]。但同時(shí)，由于其由不同材料的構(gòu)件組成，致使其抗震性能較為復(fù)雜，因此，有必要對(duì)其進(jìn)行詳盡的抗震性能研究并建立適宜的抗震分析方法。目前，國(guó)內(nèi)外學(xué)者已進(jìn)行了一系列組合構(gòu)件、組合節(jié)點(diǎn)、局部組合框架抗震性能試驗(yàn)研究及數(shù)值模擬分析[2?11]，但建立適用于組合框架的抗震分析方法尚需進(jìn)一步研究和探索。

《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011?2010)提出了三水準(zhǔn)設(shè)防目標(biāo)，即“小震不壞、中震可修、大震不倒”，與此相應(yīng)結(jié)構(gòu)抗震分析分為2部分：除規(guī)范特別規(guī)定外，建筑結(jié)構(gòu)應(yīng)進(jìn)行多遇地震下的內(nèi)力和變形分析，該部分基于線彈性理論，發(fā)展已較為成熟；對(duì)不規(guī)則且具有薄弱部位的建筑結(jié)構(gòu)應(yīng)進(jìn)行彈塑性變形分析，該部分規(guī)范建議了2種分析方法，即推覆分析和彈塑性時(shí)程分析。其中，彈塑性時(shí)程分析計(jì)算量大，成本相對(duì)較高，需要較好的計(jì)算機(jī)軟件和很好的工程經(jīng)驗(yàn)；推覆分析實(shí)施相對(duì)簡(jiǎn)單，成本較低，是目前較為有效的分析方法，但仍有其局限性并需要工程經(jīng)驗(yàn)判斷[12]。鑒于此，本文應(yīng)用極限平衡理論，研究鋼與混凝土組合框架結(jié)構(gòu)在罕遇地震作用下達(dá)到喪失工作能力時(shí)，通過(guò)外界條件與內(nèi)在因素的相互關(guān)系，尋找各種極值以及結(jié)構(gòu)各部分內(nèi)力和變形分布規(guī)律，建立一種組合框架結(jié)構(gòu)罕遇地震作用時(shí)簡(jiǎn)化分析方法。

1 極限平衡理論概述

根據(jù)文獻(xiàn)[13]，應(yīng)用極限平衡理論進(jìn)行鋼-混凝土組合框架結(jié)構(gòu)抗震分析，即依據(jù)組合框架在極限狀態(tài)下內(nèi)力與變形的分布規(guī)律，并結(jié)合能量法用以預(yù)期組合框架的抗震強(qiáng)度。此處，抗震強(qiáng)度是指結(jié)構(gòu)達(dá)到極限狀態(tài)時(shí)所能承擔(dān)的地震作用。以下為極限平衡理論的2個(gè)基本原理和3個(gè)基本假定。

基本原理一：極限平衡理論基本規(guī)律。結(jié)構(gòu)達(dá)到承載能力極限狀態(tài)時(shí)，僅在所形成的塑性域內(nèi)材料應(yīng)力達(dá)到計(jì)算強(qiáng)度，被塑性域分割的各塊體于外荷載作用下處于平衡狀態(tài)，并在滿足極限變形的條件下形成一個(gè)機(jī)動(dòng)體制。

基本原理二：結(jié)構(gòu)破壞唯一性規(guī)律。結(jié)構(gòu)在一定外界條件作用下而喪失工作能力時(shí)，在滿足極限變形條件下，相應(yīng)于位能最小的塑性域所形成的圖形為結(jié)構(gòu)唯一破壞圖形。

第一假定：剛塑體假定。結(jié)構(gòu)達(dá)到極限狀態(tài)時(shí)，被塑性域分割的各塊體，其變形認(rèn)為集中在塑性域內(nèi)，而各個(gè)塊體視為剛體。

第二假定：應(yīng)力假定。結(jié)構(gòu)達(dá)到極限狀態(tài)時(shí)，在所形成的塑性域內(nèi)，材料均達(dá)到計(jì)算強(qiáng)度。

第三假定：變形假定。尋求極限狀態(tài)下各種極值時(shí)，可略去結(jié)構(gòu)變形后幾何尺寸的改變。

2 組合框架抗震強(qiáng)度分析

2.1 抗震強(qiáng)度分析過(guò)程

在水平地震作用下，達(dá)到極限平衡狀態(tài)時(shí)，結(jié)構(gòu)內(nèi)部產(chǎn)生足夠多的塑性鉸形成破壞機(jī)構(gòu)，并仍然滿足平衡的條件：當(dāng)結(jié)構(gòu)產(chǎn)生一個(gè)可能的無(wú)限小的位移時(shí)，外力和內(nèi)力虛功增量的總和應(yīng)等于0，即可應(yīng)用能量法計(jì)算得到組合框架抗震強(qiáng)度。根據(jù)破壞唯一性規(guī)律，可以預(yù)先決定出結(jié)構(gòu)極限狀態(tài)時(shí)的破壞機(jī)構(gòu)，再依次進(jìn)行計(jì)算。

結(jié)構(gòu)破壞機(jī)構(gòu)可以通過(guò)2種方法判別，其一是通過(guò)試驗(yàn)確定；其二是通過(guò)理論分析得到結(jié)構(gòu)在給定外力分布下的破壞規(guī)律。兩種方法應(yīng)相輔相成，找到滿足極限平衡第一基本原理(平衡、屈服、機(jī)動(dòng)、變形條件)的真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)。

匯總分析國(guó)內(nèi)外十九榀組合框架試驗(yàn)，破壞時(shí)基本都形成了較為理想的梁鉸破壞機(jī)制。對(duì)如圖1所示多層多跨梁側(cè)移破壞機(jī)制框架進(jìn)行抗震強(qiáng)度分析，用施加在框架上的倒三角形水平側(cè)力模擬水平地震作用，將重力荷載簡(jiǎn)化為施加在框架柱頂?shù)妮S向力。

圖1 梁側(cè)移型破壞機(jī)構(gòu)Fig. 1 Beam sideway mechanism

該破壞機(jī)制僅在梁端與底層柱下端出現(xiàn)塑性鉸，極限狀態(tài)下假定塑性變形集中在塑性鉸區(qū)域內(nèi)，忽略彈性變形。以柱底塑性轉(zhuǎn)角表示結(jié)構(gòu)側(cè)向位移：

式中：ui為第i層層間側(cè)向位移；Δi為第i層相對(duì)于結(jié)構(gòu)底部的側(cè)向位移；θpc為柱底塑性轉(zhuǎn)角；lci為第i層柱計(jì)算層高。

圖2表示梁與柱的變形幾何細(xì)節(jié)，忽略結(jié)構(gòu)變形對(duì)幾何尺寸影響。其中，d = ljsinθpc≈ ljθpc≈lbjθpb，從而有：

圖2 變形幾何關(guān)系Fig. 2 Geometric relationship of deformation

式中：θpb為梁端塑性轉(zhuǎn)角；lj和lbj分別為第j跨梁計(jì)算跨長(zhǎng)和梁中正負(fù)彎矩塑性鉸之間距離(梁端塑性鉸長(zhǎng)度可取1倍～1.5倍的梁高)。

同樣，忽略柱的伸縮變形而僅產(chǎn)生傾斜，結(jié)構(gòu)豎向位移可用柱底塑性轉(zhuǎn)角表示為：

式中：δi為第i層層間豎向位移；δ*和Δ*分別為結(jié)構(gòu)頂部相對(duì)與結(jié)構(gòu)底部的豎向位移和側(cè)向位移。

經(jīng)過(guò)以上分析得到結(jié)構(gòu)在給定破壞機(jī)制下各變形之間的的幾何關(guān)系，由虛功原理可得：

式中：Pi為施加在框架第i層的等效側(cè)力；Nr為施加在第r根柱子上的軸向力；Muk為第k個(gè)塑性鉸處的極限彎矩。

將式(1)～式(5)帶入式(6)中，分別取Δ*等于H/50、H/40、極限荷載對(duì)應(yīng)側(cè)移，通過(guò)計(jì)算預(yù)估框架抗震強(qiáng)度。

2.2 真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)理論分析

結(jié)構(gòu)達(dá)到極限平衡狀態(tài)時(shí)，真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)唯一并滿足平衡、屈服、機(jī)動(dòng)、變形條件，可根據(jù)上限定理判斷結(jié)構(gòu)真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)[14]。

假定作用在結(jié)構(gòu)上的外荷載以同樣比例因子增長(zhǎng)，當(dāng)增加到給定荷載的s倍時(shí)，結(jié)構(gòu)達(dá)到極限平衡狀態(tài)，比例因子s稱(chēng)為極限荷載乘子。

具體可應(yīng)用機(jī)構(gòu)疊加法確定結(jié)構(gòu)真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)。通過(guò)疊加基本機(jī)構(gòu)以創(chuàng)建復(fù)合機(jī)構(gòu)并同時(shí)疊加相應(yīng)的內(nèi)、外功等式，求出運(yùn)動(dòng)許可乘子sˉ，逐漸減小運(yùn)動(dòng)許可乘子，適時(shí)停止計(jì)算，選擇其中最小運(yùn)動(dòng)許可乘子sˉmin對(duì)應(yīng)機(jī)構(gòu)，判斷其內(nèi)力場(chǎng)靜力容許時(shí)，該機(jī)構(gòu)即為結(jié)構(gòu)真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)。

實(shí)際上，組合框架塑性鉸發(fā)生方式由結(jié)構(gòu)外界條件和結(jié)構(gòu)幾何特征、材料性能、節(jié)點(diǎn)構(gòu)造等多種因素共同決定，理論分析結(jié)果應(yīng)與試驗(yàn)方法相互比對(duì)。

3 算例及分析

3.1 鋼梁-鋼筋混凝土柱組合框架抗震強(qiáng)度計(jì)算

白國(guó)良等[15]1993年進(jìn)行了一榀1/3比例兩跨三層S梁-SC柱組合框架抗震性能試驗(yàn)。試驗(yàn)概況如圖3所示，試件截面尺寸及配筋如圖4所示，材料力學(xué)性能實(shí)測(cè)值列于表1。

表1 材料力學(xué)性能Table 1 Mechanical properties of materials

圖3 試驗(yàn)試件構(gòu)造Fig. 3 Details of test specimen

圖4 試驗(yàn)尺寸及配筋Fig. 4 Size and reinforcement of specimen

3.1.1 計(jì)算構(gòu)件截面極限彎矩Mu

1) 柱截面極限彎矩Muc

為柱截面極限承載力計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖5所示，計(jì)算值時(shí)將縱向受力型鋼簡(jiǎn)化為等面積鋼筋放置在角鋼形心處。受壓區(qū)邊緣混凝土應(yīng)變達(dá)到0.004時(shí)，根據(jù)應(yīng)變分布和平衡條件計(jì)算截面極限彎矩[16]，計(jì)算時(shí)材料強(qiáng)度取試驗(yàn)實(shí)測(cè)值。

圖5 柱截面受力簡(jiǎn)圖Fig. 5 Force diagram of column section

若εsi＞εsyi，則取εsi=εsyi，

施加在框架柱上的軸力N=330 kN，x=79 mm，Muc=6.932×107N?mm 。

2) 梁截面極限彎矩Mub

3.1.2 結(jié)構(gòu)真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)判別

在框架上施加倒三角形外力分布，結(jié)構(gòu)計(jì)算簡(jiǎn)圖如圖6所示，其中M0=1.0×107N?mm，L0=1000 mm，P0=M0/L0，圖中虛線側(cè)受拉彎矩記為正。結(jié)構(gòu)共有3個(gè)側(cè)移基本機(jī)構(gòu)和7個(gè)節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)動(dòng)基本機(jī)構(gòu)。通過(guò)疊加基本機(jī)構(gòu)及相應(yīng)的功能等式，得到最小運(yùn)動(dòng)許可乘子smin=2.438，對(duì)應(yīng)的破壞機(jī)構(gòu)如圖7(a)所示。通過(guò)繪制彎矩圖判斷其內(nèi)力分布為靜力容許，即該機(jī)構(gòu)為結(jié)構(gòu)計(jì)算真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)，試驗(yàn)中得到的結(jié)構(gòu)破壞機(jī)構(gòu)如圖7(b)、圖7(c)所示，同樣形成了理想的梁鉸破壞機(jī)制。

圖6 結(jié)構(gòu)計(jì)算簡(jiǎn)圖Fig. 6 Structural calculation diagram

3.1.3 組合框架抗震強(qiáng)度計(jì)算及對(duì)比分析

依據(jù)組合框架真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)(圖7(a))，用虛功等式(6)計(jì)算抗震強(qiáng)度并與試驗(yàn)實(shí)測(cè)承載力進(jìn)行對(duì)比，列入表2中。由表2可得：當(dāng)框架頂部側(cè)移達(dá)到H/50、H/40時(shí)計(jì)算值與試驗(yàn)值吻合很好(0.51%、?2.10%)，取框架頂部側(cè)移等于極限荷載對(duì)應(yīng)側(cè)移時(shí)計(jì)算得到框架抗震強(qiáng)度略大于試驗(yàn)值(7.40%)，可能由于計(jì)算時(shí)未考慮往復(fù)加載后期結(jié)構(gòu)損傷產(chǎn)生的影響；同時(shí)計(jì)算中也忽略了鋼材強(qiáng)化及其他可能影響框架抗震強(qiáng)度因素，但從計(jì)算結(jié)果可看出，簡(jiǎn)化分析得到的抗震強(qiáng)度與試驗(yàn)值差距不大(±10%以內(nèi))。

表2 計(jì)算結(jié)果及對(duì)比Table 2 Calculation results and comparison

同時(shí)觀察試驗(yàn)得到的滯回曲線，如圖8所示。滯回環(huán)飽滿無(wú)捏縮，整體呈現(xiàn)理想的梭形，彈塑性變形后期承載力下降較為平緩，說(shuō)明該簡(jiǎn)化分析用于鋼梁-型鋼混凝土柱組合結(jié)構(gòu)，可以便捷有效的得到一個(gè)較為保守的抗震強(qiáng)度。

圖8 頂層層間剪力-位移滯回曲線Fig. 8 Story shear-drift hysteresis loops of RF

3.2 試驗(yàn)匯總及對(duì)比

基于極限平衡對(duì)組合框架進(jìn)行簡(jiǎn)化分析，討論范圍為以第一振型為主的單、多層組合框架，并期望框架達(dá)到理想的梁側(cè)移機(jī)制。為了更好地說(shuō)明該簡(jiǎn)化分析方法的有效性，收集了國(guó)內(nèi)外十九榀單、多層鋼與混凝土組合框架低周反復(fù)荷載試驗(yàn)[15,17?22]，分別取柱頂側(cè)移等于H/50、H/40、極限荷載對(duì)應(yīng)側(cè)移計(jì)算抗震強(qiáng)度并與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比?？紤]到不同試驗(yàn)對(duì)試件極限狀態(tài)定義不同對(duì)結(jié)果對(duì)比帶來(lái)影響，此處，極限狀態(tài)統(tǒng)一定義為荷載下降至峰值荷載的85%時(shí)，對(duì)應(yīng)的荷載取為極限荷載，若試驗(yàn)中荷載未下降至峰值荷載的85%，則取破壞時(shí)荷載為極限荷載，試驗(yàn)值與計(jì)算值的統(tǒng)計(jì)及比值列于表3。當(dāng)框架層間位移角限值為1/50時(shí)，極限強(qiáng)度試驗(yàn)值與計(jì)算值比值的平均值為1.0058、方差為0.0054、標(biāo)準(zhǔn)差為0.0735、變異系數(shù)為0.0731，二者吻合較好；當(dāng)彈塑性層間位移角限值為1/40時(shí)得相近數(shù)值。同時(shí)，以上十九榀組合框架試驗(yàn)得到的滯回曲線大多呈現(xiàn)較為飽滿的滯回環(huán)，說(shuō)明組合框架結(jié)構(gòu)具有良好的變形和耗能能力。鋼與混凝土組合結(jié)構(gòu)框架可應(yīng)用本文簡(jiǎn)化分析方法預(yù)期抗震強(qiáng)度，并可以放寬其位移角限值為1/40。

表3 計(jì)算結(jié)果及對(duì)比Table 3 Calculation results and comparison

4 “大震不倒”控制方法

4.1 簡(jiǎn)化控制方法

將多質(zhì)點(diǎn)結(jié)構(gòu)體系視為等質(zhì)量、等周期的單質(zhì)點(diǎn)體系，假定其完全彈性時(shí)，分別計(jì)算罕遇地震作用和多遇地震作用(基底剪力)，記作Ve1和Ve2；考慮其彈塑性反應(yīng)時(shí)，以多遇地震作用控制框架屈服，框架達(dá)到極限變形時(shí)地震作用記作Vu′′(基底剪力)；根據(jù)能量相等的概念，即最大變位時(shí)彈性體系儲(chǔ)存的位能與最大變位時(shí)彈塑性體系儲(chǔ)存位能相等，假定結(jié)構(gòu)彈性和彈塑性的反應(yīng)如圖9所示。

圖9 結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)Fig. 9 Seismic response of structures

將Ve2與Ve1的比值記作系數(shù)R1，將與Ve1的比值記作系數(shù)R2，Δu與Δy的比值為結(jié)構(gòu)位移延性μ，根據(jù)位能相等，即圖中面積OBD等于面積OACE，可建立R1、R2、μ之間的關(guān)系等式：

按照《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011?2010)，參考混凝土框架及多高層鋼結(jié)構(gòu)取組合結(jié)構(gòu)位移角限值取結(jié)構(gòu)位移角限值1/50，此時(shí)可通過(guò)式(19)計(jì)算相應(yīng)彈塑性地震作用(基底剪力)；基于極限平衡計(jì)算框架抗震強(qiáng)度(基底剪力)并通過(guò)抗震調(diào)整系數(shù)γRE對(duì)結(jié)構(gòu)抗震強(qiáng)度進(jìn)行調(diào)整；調(diào)整后的抗震強(qiáng)度與地震作用對(duì)比，兩者關(guān)系如圖10所示。

圖10 結(jié)構(gòu)能量關(guān)系Fig. 10 Relationship of structural energy

當(dāng)組合框架位移角達(dá)到1/50時(shí)，即梁側(cè)移破壞機(jī)制框架的頂部側(cè)移為H/50，此時(shí)若結(jié)構(gòu)實(shí)際位能S2大于地震輸入能量S1，則結(jié)構(gòu)滿足抗震安全。為方便抗震驗(yàn)算取地震作用與計(jì)算抗震強(qiáng)度V1/50進(jìn)行比較，即為保證罕遇地震抗震安全，需滿足如下等式：

4.2 算例及分析

假定設(shè)防烈度8度(0.2 g)，設(shè)防分組第二組，場(chǎng)地類(lèi)別II類(lèi)，以前述兩跨三層S梁-SC柱框架[15]為例，詳細(xì)分析說(shuō)明罕遇地震抗震強(qiáng)度驗(yàn)算步驟。試驗(yàn)實(shí)測(cè)框架位移延性為4.95，計(jì)算多遇地震作用時(shí)阻尼比取0.05，計(jì)算罕遇地震作用時(shí)阻尼比取0.185[23]。

第一步：底部剪力法計(jì)算彈性地震作用

Geq=0.85ΣNr=841.50 kN

T=0.025H=0.126 s

多遇地震作用：

αmax=0.16，Tg=0.40 s

0.1＜T1＜Tg，α=αmax=0.16

底部剪力：FEK=αGeq=134.64 kN

即，Ve2=134.64 kN

罕遇地震作用：

αmax=0.9；Tg=0.45 s

0.1＜T1＜Tg，η2=0.6，α=η2αmax=0.54

底部剪力：FEK=αGeq=454.41 kN

即，Ve1=454.41 kN

第二步：彈塑性地震作用計(jì)算

第三步：抗震強(qiáng)度對(duì)比驗(yàn)算

基于極限平衡理論，可計(jì)算得到組合框架抗震強(qiáng)度(Δ=H/50)，抗震調(diào)整系數(shù)取0.75，調(diào)整結(jié)構(gòu)計(jì)算抗震強(qiáng)度并與地震作用對(duì)比。

結(jié)構(gòu)抗震強(qiáng)：V1/50=164.84 kN

V1/50/γRE=219.79 kN

V′′u

V1/50/γRE＞

該榀組合框架抗震強(qiáng)度滿足8度設(shè)防時(shí)罕遇地震抗震強(qiáng)度要求。

4.3 試驗(yàn)匯總分析

取結(jié)構(gòu)位移角限值1/50、1/40，阻尼比取為0.185，計(jì)算前面匯總試驗(yàn)中前五榀多層多跨組合框架的地震作用，并與基于極限平衡計(jì)算得到的抗震強(qiáng)(Δ=H/50、Δ=H/40)進(jìn)行對(duì)比，評(píng)估各榀框架罕遇地震抗震情況，計(jì)算結(jié)果及對(duì)比見(jiàn)表4。編號(hào)μV′′u/kNV1/50/γRE/kNV1/40/γRE/kN 1[15]4.95213.57219.78215.38 2[17]8.00376.652058.012040.08 3[18]4.43388.56515.65510.61 4[19]6.10569.21744.08732.08 5[20]5.42272.141501.461497.16

五榀框架均可滿足8度設(shè)防時(shí)罕遇地震抗震強(qiáng)度要求，其中框架2延性很好(μ=8)，觀察其試驗(yàn)滯回曲線，發(fā)現(xiàn)即使到了塑性變形階段后期(θ＞1/25)承載力仍無(wú)下降趨勢(shì)，實(shí)際強(qiáng)度遠(yuǎn)遠(yuǎn)滿足要求。

通過(guò)前面基于極限平衡的抗震強(qiáng)度簡(jiǎn)化分析，同時(shí)觀察試驗(yàn)滯回曲線可看出框架位移角達(dá)到1/50后承載力并沒(méi)有發(fā)生急劇下降，最終極限位移角達(dá)到了1/39～1/25，建議組合框架位移角限值為1/40，并可采上述步驟進(jìn)行罕遇地震抗震驗(yàn)算，評(píng)估組合框架罕遇地震抗震情況，進(jìn)行設(shè)計(jì)調(diào)整，以達(dá)到“大震不倒”設(shè)防目標(biāo)。

5 結(jié)論

本文基于極限平衡原理，計(jì)算組合框架抗震強(qiáng)度，并提出一種罕遇地震下確保結(jié)構(gòu)安全的簡(jiǎn)化控制方法，主要得到以下結(jié)論及建議：

(1) 基于極限平衡理論的簡(jiǎn)化分析所得計(jì)算抗震強(qiáng)度與試驗(yàn)值吻合較好，可簡(jiǎn)便有效地預(yù)期鋼與混凝土組合框架結(jié)構(gòu)抗震強(qiáng)度，用以“大震不倒”為性能目標(biāo)的抗震設(shè)計(jì)，確?？拐鸢踩?；

(2) 鋼與混凝土組合框架具有良好的變形和耗能能力，建議放寬位移角限值為1/40，同時(shí)可采用本文簡(jiǎn)化控制方法進(jìn)行罕遇地震抗震驗(yàn)算，進(jìn)行設(shè)計(jì)調(diào)整；

(3) 計(jì)算真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)與試驗(yàn)破壞機(jī)構(gòu)有所差異時(shí)，基于真實(shí)破壞機(jī)構(gòu)唯一、位能最小，同時(shí)為了得到較為保守的預(yù)估抗震強(qiáng)度，計(jì)算時(shí)暫時(shí)取使極限荷載最小的破壞機(jī)構(gòu)。