連體結(jié)構(gòu)動力彈塑性分析報告-使用midas-building

1、彈塑性動力時程分析的主要技術(shù)參數(shù)指標簡述基于材料的本構(gòu)模型本工程混凝土本構(gòu)關(guān)系采用混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范GB50010-2010附錄C中的單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變本構(gòu)模型，混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線如圖1-1；鋼筋采用雙折線本構(gòu)模型，如圖1-2，屈服前后的剛度不同，屈服后的剛度使用折減后的剛度。無論屈服與否，卸載和重新加載時使用彈性剛度。剪切本構(gòu)采用了理想彈塑性雙折線模型，屈服前后的剛度不同，屈服前卸載和重新加載時使用彈性剛度；屈服后卸載時指向原點，重新加載時使用卸載剛度重新加載。如圖1-3所示。圖1-1 混凝土單軸受壓應(yīng)力-應(yīng)變曲線 圖1-2 雙折線鋼筋本構(gòu)關(guān)系圖1-3 理想彈塑性剪切本構(gòu)模型基

2、于截面的塑性鉸滯回模型滯回模型是動力彈塑性分析的基本參數(shù)，共有雙折線、三折線、四折線等多種滯回模型。本工程鋼筋混凝土和型鋼混凝土構(gòu)件采用了修正武田三折線模型，如圖1-4所示，其僅考慮了剛度退化，沒有考慮強度退化。第一折線拐點用于模擬開裂強度，第二個折線拐點用于模擬屈服強度，修正武田三折線模型對武田三折線模型的內(nèi)環(huán)的卸載剛度計算方法做了修正。鋼結(jié)構(gòu)構(gòu)件則采用了標準雙折線滯回模型，卸載剛度使用彈性剛度，如圖1-5所示。圖1-4 修正武田三折線滯回模型 圖1-5 標準雙折線滯回模型非線性梁柱單元程序采用了具有非線性鉸特性的梁柱單元。梁單元公式使用了柔度法（flexibility method），在荷

3、載作用下的變形和位移使用了小變形和平截面假定理論（歐拉貝努利梁理論，Euler Bernoulli Beam Theory），并假設(shè)扭矩和軸力、彎矩成分互相獨立無關(guān)聯(lián)。非線性梁柱單元可考慮了P-效應(yīng)，在分析的每個步驟都會考慮內(nèi)力對幾何剛度的影響重新更新幾何剛度矩陣，并將幾何剛度矩陣加到結(jié)構(gòu)剛度矩陣中。根據(jù)定義彎矩非線性特性關(guān)系的方法，非線性梁柱單元可分為彎矩-旋轉(zhuǎn)角單元（集中鉸模型）和彎矩-曲率單元（分布鉸模型）。本工程采用的是彎矩-旋轉(zhuǎn)角梁柱單元，即在單元兩端設(shè)置了長度為0的平動和旋轉(zhuǎn)非線性彈簧（非線性彈簧用如前所述的基于截面的塑性鉸滯回模型模擬），而單元內(nèi)部為彈性的非線性單元類型，非線性彈

4、簧的位置如圖1-6所示。圖1-6 彎矩-旋轉(zhuǎn)角單元的鉸位置示意圖非線性墻單元程序提供了帶洞口的基于纖維模型的非線性剪力墻單元。非線性墻由多個墻單元構(gòu)成，每個墻單元又被分割成具有一定數(shù)量的豎向和水平向的纖維，每個纖維有一個積分點，剪切變形則計算每個墻單元的四個高斯點位置的剪切變形。（每個纖維內(nèi)力和變形的計算采用如前所述的基于材料的本構(gòu)模型），考慮到墻單元產(chǎn)生裂縫后，水平向、豎向、剪切方向的變形具有一定的獨立性，非線性墻單元不考慮泊松比的影響，假設(shè)水平向、豎向、剪切變形互相獨立。每次增量步驟分析時，程序會計算各積分點上的應(yīng)變，然后利用混凝土和鋼筋的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系分別計算混凝土和鋼筋的應(yīng)力。剪切應(yīng)力

5、計算單元高斯點位置的剪切變形。如圖1-7，1-8所示。圖1-7 非線性墻單元圖1-8 墻單元的各成分鉸位置纖維材料本構(gòu)“應(yīng)變等級”的說明混凝土材料本構(gòu)關(guān)系中以混凝土的實際應(yīng)變與混凝土峰值壓應(yīng)變的比值 （/ c）來定義混凝土的“應(yīng)變等級”，本工程混凝土的應(yīng)變等級按如圖1-9所示定義。鋼筋材料本構(gòu)關(guān)系中以鋼筋實際應(yīng)變與鋼筋的屈服應(yīng)變的比值（/ 0）來定義鋼筋的“應(yīng)變等級”，本工程鋼筋的應(yīng)變等級按如圖1-10所示定義。墻單元剪切本構(gòu)關(guān)系中以單元的實際剪切應(yīng)變與屈服剪應(yīng)變的比值 （/0）來定義墻單元的剪切“應(yīng)變等級”，本工程剪力墻單元的剪切應(yīng)變等級按如圖1-11所示定義。 圖1-9 混凝土材料應(yīng)變等級

6、 圖1-10 鋼筋材料的應(yīng)變等級圖1-11 墻單元剪切應(yīng)變等級截面塑性鉸“屈服狀態(tài)”的說明雙折線鉸輸出一種狀態(tài)即達到第一屈服的狀態(tài)(包含屈服后狀態(tài))。三折線鉸輸出兩種狀態(tài)，第一個是開裂及開裂到屈曲前狀態(tài)，第二個是屈服及屈服后狀態(tài)，圖例中用兩種顏色區(qū)分。圖形中的比例值為在該項上處于該狀態(tài)鉸的數(shù)量與分配給構(gòu)件的該類型鉸總數(shù)的比值。計算方法本工程非線性方程計算采用Newmark-直接積分方法，采用完全牛頓拉普森法（Newtom-Raphson）進行迭代收斂計算直至滿足收斂條件，迭代參數(shù)中設(shè)定最小時間步長為0.00001秒，最大迭代次數(shù)為30次，不考慮了P-效應(yīng)的影響，非線性分析時自動更新阻尼矩陣。彈

7、塑性動力時程分析結(jié)果的分析層間位移角圖2-1 地震波作用X主向 塔1層間位移角圖2-2 地震波作用Y主向 塔1層間位移角圖2-3 地震波作用X主向 塔2層間位移角圖2-4 地震波作用Y主向 塔2層間位移角樓層剪力圖2-5 地震波作用X主向 塔1樓層剪力圖2-6 地震波作用X主向 塔2樓層剪力圖2-7 地震波作用Y主向 塔1樓層剪力圖2-8 地震波作用Y主向 塔2樓層剪力數(shù)值結(jié)果匯總 表2-1 層間位移角匯總結(jié)果序號地震波層間位移角地震波X主向地震波Y主向塔1塔2塔1塔21天然波N11/3001/2441/3791/3902天然波N21/4411/4321/4471/4793人工波N31/338

8、1/3361/4541/4684包絡(luò)值1/3001/2441/3791/390表2-2 基底剪力匯總結(jié)果序號地震波基底剪力（kN）地震波X主向地震波Y主向塔1塔2塔1塔21天然波N184517764951224821076142天然波N2666865641697711762973人工波N37472875008100101900364包絡(luò)值8451776495122482107614 圖形結(jié)果匯總圖2-9 地震波作用X主向 塔1 X向典型一榀結(jié)構(gòu)框架塑性鉸狀態(tài)（側(cè)面與連體桁架相連的一榀）圖2-10 地震波作用X主向 塔1 X向典型一榀結(jié)構(gòu)框架塑性鉸狀態(tài)（側(cè)面與連體桁架相連的一榀）從圖2-9，2-

9、10可見在地震波X主向作用下，絕大部分連梁及部分框架梁進入第2屈服狀態(tài)，即受彎屈服；少部分框架柱進入第1屈服狀態(tài)，即壓彎開裂而不屈服。圖2-11 地震波作用Y主向 整塔 Y向典型一榀結(jié)構(gòu)框架塑性鉸狀態(tài)（雙塔與主桁架相連的一榀）從圖2-11可見在地震波Y主向作用下，絕大部分連梁及部分框架梁進入第2屈服狀態(tài)，即受彎屈服；少部分框架柱進入第1屈服狀態(tài)，即壓彎開裂而不屈服；主桁架上下弦鋼梁受彎不屈服。 圖2-12 地震波作用X主向 (考慮了豎向地震作用) 連體桁架部分塑性鉸延性系數(shù) 圖2-13 地震波作用Y主向 (考慮了豎向地震作用) 連體桁架部分塑性鉸延性系數(shù)從圖2-12，2-13可見，連體桁架桿件

10、的軸向塑性鉸延性系數(shù)D/D1(即塑性鉸實際變形與屈服變形的比值)，均小于1，可見桁架部分不屈服。 圖2-x 地震波作用X主向 (考慮了豎向地震作用) 連體次桁架部分塑性鉸延性系數(shù) 圖2-y 地震波作用Y主向 (考慮了豎向地震作用) 連體桁架部分塑性鉸延性系數(shù)從圖2-x，2-y可見，連體次桁架桿件，吊桿的軸向塑性鉸延性系數(shù)D/D1較小，均小于0.5，可見次桁架及吊桿不屈服。 地震作用X主向，Y主向（考慮了豎向地震作用）連體桁架最大軸向延性系數(shù)D/D1分別等于0.96和0.93（等同于桿件軸向應(yīng)力/屈服強度）1,即不屈服。地震作用X主向，Y主向（考慮了豎向地震作用）連體桁架最大彎曲延性系數(shù)D/D1

11、分別等于0.67和0.61（等同于桿件彎曲應(yīng)力/屈服強度）1,即不屈服。 圖2-14 地震波作用X主向 剪力墻剪切應(yīng)變等級 圖2-15 地震波作用X主向 塔2右側(cè)剪力墻筒體剪切應(yīng)變等級圖2-16 地震波作用Y主向 剪力墻剪切應(yīng)變等級 圖2-17 地震波作用Y主向 塔2右側(cè)剪力墻筒體剪切應(yīng)變等級從圖2-14,2-16可見剪力墻筒體剪切應(yīng)變等級絕大部分小于3級（即最大剪切應(yīng)變0）, 0如前所述為屈服剪應(yīng)變。從圖2-15,2-17可見，在塔2一端的剪力墻筒體剪切應(yīng)變等級局部超過5級，即達到極限剪切變形，此部分應(yīng)采取額外的加強措施如加大兩端型鋼柱內(nèi)的型鋼截面，增大水平鋼筋配筋率，或采用組合鋼板剪力墻等

12、構(gòu)造措施。 圖2-18 地震波作用X主向 剪力墻混凝土軸向應(yīng)變等級 圖2-19 地震波作用Y主向 剪力墻混凝土軸向應(yīng)變等級 圖2-20 地震波作用X主向 鋼筋軸向應(yīng)變等級 圖2-21 地震波作用Y主向 鋼筋軸向應(yīng)變等級從圖2-18,2-19可見剪力墻筒體混凝土軸向應(yīng)變等級均小于3級，如前所述即 c，受壓不屈服。從圖2-20.2-21可見剪力墻筒體豎向鋼筋應(yīng)變等級絕大部分小于2級，即如前所述0,極少數(shù)墻體豎向鋼筋應(yīng)變等級大于2級，受拉屈服。結(jié)構(gòu)彈塑性發(fā)展歷程及抗震性能總結(jié)1、輸入各工況罕遇地震波進行非線性時程分析后可知，絕大部分主要抗側(cè)力構(gòu)件沒有發(fā)生嚴重破壞，多數(shù)連梁屈服耗能，部分框架梁參與了塑性耗能，連體桁架不屈服，整體結(jié)構(gòu)層間位移角滿足規(guī)范最低要求且有余量。2、整體結(jié)構(gòu)在罕遇地震波輸入過程中，其彈塑性發(fā)展歷程可以描述為：在罕遇地震下結(jié)構(gòu)連梁最先出現(xiàn)塑性鉸，隨著地震波加速度的增大，連梁塑性變形逐步累積耗能；而后結(jié)構(gòu)部分框架梁進入塑性階段參與結(jié)構(gòu)整體耗能，但框架梁整體塑性變形有限；結(jié)構(gòu)框架柱部分開裂均未進入屈服狀態(tài)；地震輸入結(jié)束時絕大部分剪力墻未進入屈服狀態(tài)，只有少數(shù)剪力墻應(yīng)變過大，需額外采取構(gòu)造措施加強。3、結(jié)構(gòu)框架部分在罕遇地震作用下，部分框架