常玉珍，龍彥鵬，牛澤林，馮 婷,2，程迪炎，矯璐超

(1.西安建筑科技大學 土木工程學院，陜西 西安710055；2. 洛陽騰飛市政工程有限公司， 河南 洛陽 471000)

隨著新工藝和新技術(shù)的發(fā)展，新型大跨度組合空間結(jié)構(gòu)不斷涌現(xiàn)出來，組合結(jié)構(gòu)充分利用不同結(jié)構(gòu)形式、不同材料優(yōu)越性能，能夠在很大程度上降低不穩(wěn)定影響因素，提高結(jié)構(gòu)承載力和耐久性[1]．因此，有關(guān)新型結(jié)構(gòu)的力學性能和失效機理等問題一直都是各國學者關(guān)注的熱點，并針對不同結(jié)構(gòu)進行了一系列試驗研究[2-6]，其中，崔昌禹[7]等以自由曲面結(jié)構(gòu)形態(tài)創(chuàng)建的典型凹凸自由曲面作為研究對象，制作混凝土殼體模型結(jié)構(gòu)并進行靜力試驗研究，研究發(fā)現(xiàn)結(jié)構(gòu)在加載點附近發(fā)生局部強度破壞；聶桂波[8]等針對大連體育館弦支穹頂結(jié)構(gòu)縮尺模型進行張拉，并進行靜載試驗研究；鄭曉清[9]等對內(nèi)圈環(huán)桿加強的環(huán)向折線形單層球面網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)進行了全跨、半跨荷載下的靜力加載試驗，并將試驗數(shù)據(jù)與理論分析結(jié)果進行對比．姚云龍，董石麟[10]等研究了內(nèi)外雙重張弦網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)整體預(yù)張力的分布特性和靜力荷載下的內(nèi)力和變形特點．陳東兆，郝際平[11]對鞍形網(wǎng)殼模型進行了豎向加載試驗,測試了各級荷載作用下桿件應(yīng)變和上弦節(jié)點撓度,得到荷載-撓度曲線,從而得出該結(jié)構(gòu)模型的豎向極限承載力．王振華等[12]設(shè)計了肋環(huán)型索穹頂與肋環(huán)雙斜桿型單層網(wǎng)殼組合的結(jié)構(gòu)，并對其進行下部索穹頂預(yù)應(yīng)力張拉試驗和結(jié)構(gòu)在全跨和半跨荷載下的靜力性能試驗，發(fā)現(xiàn)修正的計算模型能準確反應(yīng)結(jié)構(gòu)的力學性能．試驗研究在進一步加深對新型結(jié)構(gòu)體系的理解，驗證結(jié)構(gòu)受力性能和理論分析正確性等方面具有重要意義.

鋼混凝土組合肋殼結(jié)構(gòu)由組合肋與混凝土薄殼組成，鋼肋作為澆筑組合肋的模板，組合肋作為混凝土薄殼澆筑的支架和模板，克服鋼筋混凝土薄殼施工過程中繁瑣的模板工程，還可以增加結(jié)構(gòu)剛度，提高其承載力和穩(wěn)定性．縱觀目前鋼混凝土組合肋殼的研究發(fā)現(xiàn)，研究主要集中在靜力荷載下結(jié)構(gòu)穩(wěn)定性承載力、簡單動力荷載作用下結(jié)構(gòu)的性能及組合肋承載力等理論方面[13]，試驗研究鮮有報道．本文根據(jù)一定的工程背景提出結(jié)構(gòu)原型、相似性原理和試驗室具體條件，進行了結(jié)構(gòu)設(shè)計和試驗?zāi)Ｐ椭谱鳎_展靜力荷載下組合肋殼結(jié)構(gòu)試驗，分析結(jié)構(gòu)應(yīng)力分布特性、裂縫開展與結(jié)構(gòu)破壞特點，考察結(jié)構(gòu)極限承載力、失效模式，為理論分析和工程設(shè)計提供參考.

1 試驗概況

1.1 試驗?zāi)Ｐ驮O(shè)計與加工

參考拱支殼體結(jié)構(gòu)和短程線鋼網(wǎng)殼結(jié)構(gòu)設(shè)計思路[14]，沿球殼最大弧線方向設(shè)置兩條主肋，欲充分利用主肋拱受壓性能，考慮到實際結(jié)構(gòu)中混凝土澆筑問題，沿主肋進行肋格劃分，即每一根肋為一段圓弧上的拱，組合肋組成肋格網(wǎng)殼，上面澆筑混凝土薄殼，整個結(jié)構(gòu)下部設(shè)有圈梁支座．按照這一思路設(shè)計并制作組合肋殼試件模型.

按照1/10比例設(shè)計球面組合肋殼結(jié)構(gòu)，跨度L=2 m、矢跨比f/L=1/4，結(jié)構(gòu)有正交的兩根主肋，與主肋平行方向各有2根次肋，組合肋節(jié)點9個．組合肋截面高度50 mm，寬度30 mm，鋼肋板底板厚度t1和側(cè)板厚度t2均為1 mm，鋼筋混凝土薄殼厚度t為10 mm.下部圈梁寬度300 mm，高度300 mm，配置有鋼筋．其中組合肋采用C30細石混凝土，圈梁采用C30普通混凝土，殼面采用細石砂漿(立方體抗壓強度為56.61 MPa).試驗?zāi)Ｐ腿鐖D1所示.

首先用1 mm厚Q235鋼板彎折形成拱形鋼肋，鋼肋與鋼肋交點處焊接而成，在鋼肋內(nèi)每隔50 mm放置與鋼肋同截面的隔板，防止?jié)仓^程中混凝土下滑，每隔30 mm植入兩根直徑為1 mm鋼絲，以便與上部混凝土薄殼內(nèi)鋼筋網(wǎng)連接(見圖2(a)).

圖1 組合肋殼試驗?zāi)Ｐ?單位:mm)Fig.1 Experimental model of composite ribbed shell/mm

圖2 細部構(gòu)造圖(單位：mm)Fig.2 details of the structure/mm

第二步支設(shè)模板，搭設(shè)圈梁模板，綁扎受力鋼筋，然后將鋼肋焊接而成的肋網(wǎng)格插入圈梁，固定見圖2(b)．U型鋼肋直接作為組合肋內(nèi)混凝土澆筑模板，殼體的模板采用木模板直接搭鋼肋上，在距離殼體模板5 mm高度處布置間距為15 mm的鋼絲網(wǎng)．第三步混凝土的澆筑，在鋼肋內(nèi)澆筑C30細骨料混凝土，完成組合肋施工后，在圈梁澆筑C30普通混凝土，在鋼肋內(nèi)混凝土初凝前，進行殼體細石水泥砂漿的澆筑，為防止局部破壞，在距圈梁100 mm處殼體厚度從10 mm連續(xù)增加40 mm．在澆注試件的同時預(yù)留普通混凝土立方體標準試塊，細骨料混凝土立方體標準試塊和水泥砂漿試塊.

1.2 材性試驗

按照《普通混凝土力學性能試驗方法標準》(GB/T50081-2002)和《金屬材料室溫拉伸試驗方法》(GB/T228-2002)分別進行混凝土及鋼板材性試驗．試驗及計算結(jié)果見表1-2.

表1 混凝土材料性能/MPaTab.1 Concrete material properties/MPa

表2 鋼材材料性能/MPaTab.2 Steel material properties/MPa

1.3 加載裝置及加載制度

殼體上節(jié)點2,4,6,8四個點位施加豎向荷載，在四個加載點處均放置矩型鋼管混凝土短柱，短柱位于組合肋節(jié)點上部的混凝土殼面上，短柱的截面尺寸與組合肋節(jié)點尺寸相同，以保證主要受力區(qū)域位于節(jié)點處．整個加載采用兩級杠桿加載體系，以保證四個加載點上的豎向荷載在加載全過程保持相等，為避免加載過程加載點位置出現(xiàn)向下滑移，制作了節(jié)點位置附加裝置，加載裝置見圖3．荷載傳感器與液壓千斤頂相連，實驗過程中讀取荷載傳感器數(shù)值來控制加載，結(jié)構(gòu)加載在西安建筑科技大學土木工程結(jié)構(gòu)抗震重點實驗室進行，利用50t的油壓千斤頂進行.

采用荷載控制加載方案，包括加載體系自重3.8 kN在內(nèi)20 kN為第1級荷載，100 kN前每級荷載增量為20 kN，100 kN以后每級荷載增量為10 kN，每級荷載持荷5 s后采集數(shù)據(jù)一次.

圖3 加載裝置示意圖Fig.3 Schematic diagram of the loading device

1.4 測點布置與數(shù)據(jù)采集

為得到集中荷載下結(jié)構(gòu)的豎向位移及變化規(guī)律，在組合肋殼頂部(節(jié)點6)、加載點(節(jié)點2,8)附近三個關(guān)鍵點處設(shè)置了豎向電子位移計．四點豎向加載方案對于結(jié)構(gòu)而言是對稱結(jié)構(gòu)對稱加載形式，水平位移很小，故未設(shè)水平位移計．圈梁截面大、配筋充足，可以提供周邊固定的約束邊界，僅在圈梁鋼筋處布置了應(yīng)變片.

為確定組合肋殼殼體及組合肋的應(yīng)力與應(yīng)變分布特性，在殼體表面加載端(節(jié)點2,4,6,8)兩側(cè)30 mm各一個應(yīng)變花(見圖4(a))，為考察組合肋在加載過程中所承擔的荷載，選取2,3,5,7,8五個節(jié)點，在節(jié)點組合肋兩側(cè)面及底面均設(shè)置了應(yīng)變片，具體位置：鋼肋底板、腹板的應(yīng)變片在節(jié)點附近20 mm處，見圖4(b).

在加載過程中，采集應(yīng)變、位移等數(shù)據(jù)，觀察各個加載步殼體變形特點、裂縫出現(xiàn)與發(fā)展情況及結(jié)構(gòu)最終破壞形態(tài).

圖4 測點布置圖(單位:mm)Fig.4 Measuring point layout/mm

2 試驗現(xiàn)象

根據(jù)整個加載過程大致分為彈性階段、帶裂縫工作階段、結(jié)構(gòu)破壞階段和卸載階段，其主要試驗現(xiàn)象如下.

2.1 彈性階段

加載初期，結(jié)構(gòu)加載區(qū)域(節(jié)點2,4,6,8)附近出現(xiàn)向下位移，最高點(節(jié)點5)出現(xiàn)向上位移，如圖5所示，結(jié)構(gòu)的荷載—位移曲線呈線性增長，曲線斜率很大，加至80 kN位移僅為1 mm左右，整個殼體未出現(xiàn)裂縫，變形不明顯，整個加載過程基本在彈性階段，殼體結(jié)構(gòu)剛度很大.

圖5 破壞點荷載-位移曲線Fig.5 Load-displacement curve

2.2 帶裂縫工作階段

當加載到80 kN時，出現(xiàn)第一批微裂紋，主要分布在加載端(節(jié)點2,4,6,8)附近的上部殼面上，隨著荷載的增加，該裂縫繼續(xù)向加載端擴展，在正交的兩個主肋其中一根靠近圈梁的部位也出現(xiàn)微裂縫，如圖6(a)所示，結(jié)構(gòu)進入帶裂縫工作階段．隨著荷載的增加，位移增長較快，裂縫持續(xù)增加，加載端附近裂縫不斷擴展，微小裂縫在四個加載端附近形成環(huán)狀的小裂縫群，但是裂縫寬度很小，在鋼筋混凝土薄殼頂部，兩根主肋與混凝土薄殼相交的部位也隨即出現(xiàn)細微裂縫．加載端處向下的位移繼續(xù)增大，最高點處向上鼓起，位移向上為1.5 mm左右.

圖6 結(jié)構(gòu)破壞圖Fig.6 The damage map

2.3 破壞階段

當加載至120 kN時，裂縫急劇增加，出現(xiàn)連續(xù)的噼噼啪啪的聲音，荷載—位移曲線不再上升，出現(xiàn)平直段，加載端向下的位移為2 mm左右，然后位移繼續(xù)增大， 最終節(jié)點2處的加載端附近微裂縫擴展后形成環(huán)形裂縫區(qū)域，其中一條較深的裂縫延伸到同側(cè)的另一個加載端(節(jié)點4)，中間部分殼面上鼓．另一側(cè)的兩個加載端(節(jié)點6,8)僅在組合肋與殼體的相交處出現(xiàn)裂縫，加載端沒有出現(xiàn)密集裂縫分布區(qū)，此刻這一側(cè)的加載端沒有發(fā)生破壞．薄殼上在組合肋與殼體相交的部位均出現(xiàn)裂縫，加載端一側(cè)的裂縫繼續(xù)向下擴展，直到殼面與圈梁交界處，裂縫布滿整個殼面．荷載無法繼續(xù)施加，改成位移控制加載，隨著四個加載點位移繼續(xù)增大，裂縫繼續(xù)開展，裂縫寬度增大，出現(xiàn)更為清脆的破壞聲音，同時出現(xiàn)加載點2處混凝土蹦出，加載端隨加載支座出現(xiàn)下陷，隨即四個加載點所圍的中間殼面沿對角的兩個加載點連線方向殼面裂開，反方向也出現(xiàn)微裂縫(見圖6(b)).

2.4 卸載階段

隨著荷載的下降，破壞的加載端處的位移增長迅速，最終位移達到9 mm左右，而另一側(cè)未破壞加載端的位移很小，僅為2 mm左右，最高點向上的位移為3 mm左右再次印證了結(jié)構(gòu)剛度很大這一理論.

砸開破壞的加載端(節(jié)點2)處的殼體，觀察組合肋的變形情況，如圖6(c)所示，節(jié)點核心區(qū)表面混凝土被壓碎，鋼肋板與內(nèi)部混凝土分離，節(jié)點四周的鋼肋側(cè)板出現(xiàn)褶皺破壞，鋼筋混凝土薄殼與組合肋之間的插筋已經(jīng)斷裂．砸開另一側(cè)未破壞的加載端(節(jié)點6)處的殼體，如圖6(d)所示，節(jié)點區(qū)混凝土基本完好，在組合肋節(jié)點之間的鋼肋側(cè)板僅出現(xiàn)小幅度的褶皺，這一部分鋼肋板與混凝土出現(xiàn)分離．打開節(jié)點5部位的鋼筋混凝土薄殼，該節(jié)點處鋼筋混凝土薄殼內(nèi)鋼絲網(wǎng)出現(xiàn)部分拉斷，節(jié)點旁邊組合肋內(nèi)混凝土出現(xiàn)受拉折斷，殼體與組合肋兩者連接的綁絲被拉斷而脫離，如圖6(e)所示.

3 試驗結(jié)果分析

對采集到的數(shù)據(jù)進行處理，進一步分析在整個受力過程中荷載的傳遞路徑，組合肋與混凝土薄殼內(nèi)力分布，以及結(jié)構(gòu)靜力失效機理.

3.1 內(nèi)力分布

在集中力作用下，四個加載端節(jié)點發(fā)生向下運動，頂部殼面先下降后上升，處于不同位置的組合肋節(jié)點表現(xiàn)出不同的應(yīng)力狀態(tài)．在加載階段初期，整個結(jié)構(gòu)處于受壓狀態(tài)，隨著荷載增大，組合肋截面由全截面受壓迅速轉(zhuǎn)為底板受拉，鋼側(cè)板上部分區(qū)域受壓，下部分區(qū)域受拉，其內(nèi)混凝土也是如此，這個階段持續(xù)時間很短．進入帶裂縫階段后，節(jié)點2處鋼肋荷載應(yīng)變曲線顯示無論是底板還是側(cè)板均處于受拉狀態(tài)，本次試驗組合肋截面高度僅有50 mm，應(yīng)變片貼的位置接近截面中心，表明組合肋截面整體處于受拉狀態(tài)，兩個側(cè)板拉應(yīng)變遠小于底板的拉應(yīng)變．頂點(節(jié)點5)在荷載作用下一直發(fā)生向上變形，節(jié)點5由原來全截面受壓逐漸變?yōu)榻孛嫔习氩糠质芾掳氩糠质軌?，組合肋底板受拉，由于組合肋與其上混凝土薄殼通過插筋相連，使得兩部分共同受力．隨荷載增大，出現(xiàn)組合肋節(jié)點局部壓碎區(qū)域，此時加載點處組合肋截面上部混凝土受壓壓碎，鋼肋側(cè)板出現(xiàn)受壓屈曲，其他3個加載點以及除頂點以外的其余節(jié)點均未出現(xiàn)混凝土壓碎，表現(xiàn)為底板受拉；結(jié)構(gòu)最高點(節(jié)點5)與加載點不同，表現(xiàn)為節(jié)點底板與側(cè)板受拉狀態(tài)，不同節(jié)點處鋼肋板的應(yīng)力變化情況如圖7所示．文獻[9]中關(guān)于組合肋截面性能研究與本試驗結(jié)果吻合鋼筋混凝土薄殼殼面荷載應(yīng)變曲線表明，其應(yīng)變以壓應(yīng)變?yōu)橹?，如圖8所示，對稱結(jié)構(gòu)承受四個集中力的對稱荷載，應(yīng)變也是對稱分布的，所以破壞加載端節(jié)點2處殼體的橫向和豎向應(yīng)變的變化趨勢相同，而45°對角方向的應(yīng)變，由于荷載是沿殼體橫向豎向施加，小于橫向和豎向的應(yīng)變(75%左右)．隨著荷載增大，應(yīng)變值逐漸增大，80 kN之前基本呈線性變化，90～100 kN之后，應(yīng)變突然增大，出現(xiàn)平穩(wěn)段.

圖7 鋼肋的荷載—應(yīng)變曲線Fig.7 Load-strain curves of steel ribs

圖8 殼面荷載—應(yīng)變曲線Fig.8 Load-strain of damage to load-side shell

3.2 破壞機理分析

組合肋殼在荷載外部荷載較小的時候，主要有鋼筋混凝土薄殼和組合肋共同承擔，全截面處于受壓狀態(tài)，鋼筋混凝土薄殼部分主要承受薄膜壓力，組合肋軸向受壓．隨著荷載增大，由殼面?zhèn)鬟f的荷載逐漸向正交的兩個主肋傳遞，在加載端隨著位移增大，組合肋有全截面受壓逐漸轉(zhuǎn)變?yōu)榻M合肋截面下部分受拉，結(jié)構(gòu)中間節(jié)點有受壓變?yōu)榻M合肋節(jié)點部位上截面受拉，下截面受壓，同時內(nèi)力由主肋向其連接的次肋傳遞，再有次肋傳向圈梁．隨著位移增大，加載點附近出現(xiàn)殼面破壞，下面組合肋截面混凝土壓碎，鋼肋板褶皺，結(jié)構(gòu)局部強度破壞引起結(jié)構(gòu)破壞，同時在加載區(qū)域殼面形成環(huán)形的裂縫區(qū)域，未出現(xiàn)結(jié)構(gòu)的坍塌破壞.

結(jié)構(gòu)破壞時結(jié)構(gòu)具有較高的承載能力，與鋼網(wǎng)殼相比具有較強抗倒塌能力．組合肋不僅在結(jié)構(gòu)施工中作為澆筑鋼筋混凝土薄殼的模板，還可以提供結(jié)構(gòu)的承載能力，同時U型組合肋截面中鋼肋部分對其內(nèi)部混凝土的約束作用提高了混凝土的抗壓性能，底部肋板抗拉與混凝土抗壓的結(jié)合也大大提高了組合肋抗彎性能.

4 有限元分析

4.1 有限元分析模型

采用有限元分析軟件ANSYS對試件進行分析，有限元模型尺寸和邊界條件與試驗一致，加載方式采用荷載控制，采用自上而下的方式建立鋼混凝土組合肋殼整體模型，組合肋選用自定義截面的beam189單元，殼面選用shell93單元．在組合肋與鋼筋混凝土薄殼交界的地方采用工作平面將面剖分，把分界線定義為組合肋，面定義為鋼筋混凝土薄殼，并通過截面形心的偏移使得組合肋和鋼筋混凝土薄殼在結(jié)合處有公共節(jié)點滿足變形協(xié)調(diào)．混凝土在計算中是選用具有下降段的分段式Kent-Park本構(gòu)模型，鋼材采用二折線的彈性-強化模型，材料屬性按照材性試驗結(jié)果確定，沒有考慮焊縫和殘余應(yīng)力的影響，假定各材料為理想材料，服從 Mises 屈服準則，同時考慮幾何非線性和材料非線性．試件有限元分析模型如圖9.

圖9 有限元分析模型Fig.9 Finite element analysis model

4.2 有限元分析結(jié)果與試驗結(jié)果對比

4.2.1 整體結(jié)構(gòu)力學性能對比

按照上述有限元模型進行計算得到的荷載-位移曲線與實驗得到的曲線進行對比(圖10)，發(fā)現(xiàn)ANSYS模擬和試驗測得的荷載—位移曲線變化趨勢相同，均分為彈性階段，彈塑性階段，平穩(wěn)段和下降段．不同的是，彈性階段，試驗測得的數(shù)據(jù)斜率更大，表明結(jié)構(gòu)的剛度更大，變形很小，僅為1 mm左右；試驗測得的荷載—位移曲線有較長的平穩(wěn)段，而軟件模擬的曲線到達極限荷載后直接下降，試驗的極限承載力小于ANSYS模擬分析的極限承載力．結(jié)構(gòu)最終破壞形態(tài)相似，在加載區(qū)域發(fā)生局部強度破壞.

圖10 荷載—位移曲線對比Fig.10 Load-displacement curve comparison

在有限元仿真過程中，混凝土和鋼材均采用理想化模型，沒有考慮到試件加工過程中各種因素影響，例如試件設(shè)計中，按照縮尺進行設(shè)計時，鋼肋部分的厚度很薄，不同弧段鋼肋連接時采用焊接，施工時出現(xiàn)的應(yīng)力集中，鋼肋焊接后的空間位置出現(xiàn)的初始誤差，以及施工過程中，混凝土澆筑和養(yǎng)護過程中雨水的侵蝕等因素，對材料的抗拉的降低等.

4.2.2 組合肋部分

鋼混凝土組合肋殼結(jié)構(gòu)是由肋拱、殼系共同作用的組合空間結(jié)構(gòu)．按一定規(guī)律布置的組合肋部分為圓弧拱，如圖11有限元分析所示，在集中荷載作用下，組合肋在整個加載過程中的受力類似于拱主要承受軸向壓力，在破壞階段，組合肋的最大壓力位于兩根主肋相交的最高點處和最外層肋格的跨中區(qū)域，為339.78 kN，僅在四個加載端處為拉力，最大為94.48 kN，而組合肋的彎矩遠遠小于軸力，最大彎矩僅為6.893 N·m．試驗測試數(shù)據(jù)也顯示，在四個集中荷載的作用下，結(jié)構(gòu)四個加載點出現(xiàn)向下變形，加載端附近為負彎矩，受軸向拉力，最高點向上鼓起，附近為正彎矩，受軸向壓力，兩者受力一致.

圖11 組合肋有限元分析Fig.11 Finite element analysis of composite ribs

4.2.3 混凝土薄殼部分部分

在肋殼結(jié)構(gòu)的邊緣主要是組合肋承受彎曲內(nèi)力，而在殼體中部主要是薄殼的薄膜壓力，而且混凝土殼對組合肋殼中的骨架——組合肋起到一定抗失穩(wěn)的約束作用，兩者協(xié)同工作，結(jié)構(gòu)的整體剛度增大，提高了承載能力.

對混凝土薄殼進行有限元分析，分成四個工作階段，每個階段取一個對應(yīng)的荷載值，提取出殼體所受的壓力和彎矩見表3．隨著荷載值增大，殼體所受的壓力和彎矩增大．如圖12所示，四個加載端附近的殼體受壓，最高點與殼體邊緣受拉，與試驗一致．對比圖(a)、(b)可知，混凝土薄殼主要承受薄膜壓力，殼面上的彎矩很小.

圖12 混凝土薄殼有限元分析Fig.12 Finite element analysis of concrete thin shells

表3 混凝土薄殼受力Tab.3 concrete shell stress

5 結(jié)論

(1)整個加載過程中，裂縫出現(xiàn)較晚但數(shù)量較多，在加載點附近首先出現(xiàn)微裂縫，在一個加載點附近發(fā)生局部強度破壞，此處殼面壓碎，下面組合肋的鋼肋出現(xiàn)褶皺，球面組合肋殼破壞形式與鋼網(wǎng)殼以及鋼筋混凝土薄殼結(jié)構(gòu)不同.

(2)在荷載作用下，組合肋受力類似圓弧拱以受壓為主，其軸力遠遠大于彎矩，結(jié)構(gòu)四個加載點向下變形，加載端附近為負彎矩，受軸向拉力，鋼肋的側(cè)板上部受拉，下部受壓，鋼肋底板受拉．鋼筋混凝土殼面主要是薄膜壓力為主，薄膜彎矩很小．在結(jié)構(gòu)邊緣主要是組合肋承受彎曲內(nèi)力.

(3)荷載—位移曲線在彈性階段斜率較大，最終位移很小，說明結(jié)構(gòu)的剛度很大，具有較高的承載能力．比較試驗結(jié)果與有限元分析結(jié)果，結(jié)構(gòu)荷載位移曲線走向一致，內(nèi)力分布以及結(jié)構(gòu)破壞相同，兩者吻合較好．