強震下大跨度三心圓鋼管拱桁架結構體系動力彈塑性失效分析

王敏 王俊剛

摘要：本文運用SAP2000結構分析軟件，對某鋼管拱桁架結構體系 （跨度58m，矢夸比0.38，三心圓）的整體結構模型進行了在EL-cenro地震作用下的彈塑性增量動力響應分析，研究中采用集中塑性鉸理論考慮材料的非線性并同時計入結構的幾何非線性影響。研究結果表明：該鋼管拱桁架破壞過程中，材料塑性發展充分，屬強度破壞，且承載力相對較高，抗震能力突出。

Abstract： This paper uses SAP2000 structural analysis software to analyze the elastoplastic incremental dynamic response of a steel tubular arch truss structure system （span 58m， sagitta than 0.38， three-hearted circle） under EL-cenro earthquake. In the study， the concentrated plastic hinge theory is used to consider the nonlinearity of the material and simultaneously account for the geometric nonlinear effects of the structure. The research results show that during the failure process of the steel tubular arch truss， the plasticity of the material is fully developed， which is a kind of strength damage， and the bearing capacity is relatively high， and the seismic resistance is outstanding.

關鍵詞：強震;彈塑性時程分析;鋼管拱桁架

Key words： strong earthquake;elastoplastic time history analysis;steel tube arch truss

中圖分類號：TU27 ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? 文獻標識碼：A ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ? ?文章編號：1006-4311（2019）30-0189-02

0 ?引言

近年來，大跨度結構建筑在抗震救災工作中發揮了舉足輕重的作用，常作為地震避難所和救災指揮的場地使用。因此，對此類結構的設計提出了更高的要求，不僅要求進行多遇地震的設計驗算，而且應對其在強烈地震下特別是超過規范設防烈度以后的地震烈度進行分析，以確保其在強震后可作為地震避難所使用[1]。為此研究該類結構強震下的彈塑性失效模態對其進行抗倒塌性能設計具有重要的防災減災意義。某鋼管拱桁架結構體系 （跨度58m，矢夸比0.38，三心圓）的整體結構模型為研究對象，采用塑性鉸理論和SAP2000分析軟件對結構整體進行彈塑性時程分析，研究其在強震作用下的破壞形態、機理和極限承載力[2]。

1 ?結構設計

該結構擬采用三心圓鋼管拱桁架結構體系，跨度58m，矢夸比0.38，厚度2.4m，三心圓半徑分別為17m、34m、17m，圓心角分別為45°、90°、45°，上下弦均設置鉸接支座，間距7.2m。結構布置如圖1所示。

荷載標準值：①結構自重由程序自動計算;②屋面活荷載0.5kN/m2;活載值=max{屋面活荷載標準值，雪荷載標準值};③屋面板采用玻璃幕墻（8mm+12A+8mm），恒荷載為0.016×2560×10×1.3=0.53kN/m2;④基本風壓0.4kN/m2。

抗震設防烈度為8度（0.20g，第一組），場地類別為Ⅲ類，特征周期值為0.45s，阻尼比彈性時取0.02，彈塑性時取0.05;結構設計基準期50年。

材料為Q235B級鋼，彈性模量為205E03N/mm2，泊松比為0.3。

首先采用SAP2000按國家現行規范進行結構設計。所有桿件均按軸心受力構件進行設計，分析時采用桿單元。桿件應力比控制在1.0以內。設計桿件尺寸為：上弦桿？準127×4;下弦桿？準127×4;腹桿70×3。

2 ?動力彈塑性時程分析

2.1 初始條件

采用軟件SAP2000，選用適合Ⅲ類場地的一組強震記錄EL-Centro波，對結構進行動力彈塑性動力增量（IDA）時程分析，時長為19秒。計算分析時把恒載和0.5倍的雪載作用下的內力和變形狀態作為動力彈塑性時程分析的初始條件。地震波的輸入方向考慮X向和Z向的組合輸入，其中最不利組合為：1.2恒載+1.4活荷載+1.3水平地震（X）+0.5豎向地震（Z）。

利用“屈服力和屈服位移”歸一化法，定義鉸的“廣義力—廣義位移”曲線，詳細參見FEMA356。為了保證計算精度和計算效率，在上弦桿、下弦桿、腹桿的中間位置設置軸力鉸。

2.2 EL-centro波作用下彈塑性動力響應分析

2.2.1 塑性發展與破壞形態

采用動力增量法對結構進行時程分析。地震作用效應組合為1.3水平+0.5豎向。當地震波加速度峰值較小時，結構變形為彈性小變形;當加速度峰值達到400gal時，結構開始進入彈塑性狀態，在上弦靠近支座處出現第一批塑性鉸;隨著加速度峰值的增加，塑性鉸的數量會逐漸增加;當加速度峰值達到2209時，結構響應處于發散狀態，失效時的變形形態和塑性鉸分布如圖2所示，由圖可見：上下弦桿塑性發展充分，腹桿大部分處在彈性階段，且上弦桿拱腳處較跨中處破壞嚴重，下弦桿跨中處較拱腳處破壞嚴重，腹桿塑性鉸集中在拱腳處。

2.2.2 動力失效分析

采用sap2000軟件模擬結果如下。

圖3為最大位移節點的位移-加速度曲線，當地震作用較小時，桿件處于彈性階段，剛度沒有明顯變化，隨著地震作用的加大，大部分桿件進入彈塑性階段，剛度也逐之減小，最終，位移發散，剛度降為零，結構失效。

圖4為最大桿件軸力時程曲線，桿件大部分時間處于受拉狀態，當荷載超過其抗拉強度時，此桿首先發生強度破壞，從而引起其周圍桿件內力重分布，近而導致這些桿件也發生強度破壞，造成結構局部剛度弱化，最終使得整體結構喪失穩定而倒塌。

綜合考慮破壞過程中，結構的最大節點位移、進入塑性桿件比例逐漸增加，結構剛度逐漸弱化，此鋼管拱桁架應屬于局部強度破壞引起的整體失穩倒塌。

3 ?結論

①從結構失效時的塑性鉸分布來看，大部分上弦桿和下弦桿可以進入塑性階段，且上弦桿拱腳處較跨中部位的塑性鉸發展程度充分，下弦桿跨中部位較拱腳處的塑性鉸發展充分，然而腹桿只有拱腳處塑性鉸較多，其余部位并沒有進入塑性階段。因此，建議在此類結構設計時，應注意對薄弱部位（上弦拱腳處，下弦跨中處，腹桿拱腳處）的設計。

②結合最大位移節點的位移-加速度曲線及最大桿件軸力時程曲線，可知，在強震作用下，結構破壞首先發生在下弦跨中處，且屬于強度破壞，最終導致結構發生整體失穩而倒塌。

參考文獻：

[1]李海旺.大跨鋼網格結構地震避難所抗震設計方法研究[D].太原：太原理工大學，2013.

[2]孫偉蘋.強震下180m跨三心圓鋼管空間拱桁架動力彈塑性分析[D].太原：太原理工大學，2012.

[3]黃初濤，王惠民，劉時宜，肖啟仁，趙帥，姚激，張慶.某鋼框架結構的彈塑性減震方案分析[J].價值工程，2018，37（01）：99-102.