某連體結(jié)構(gòu)動(dòng)力彈塑性分析報(bào)告使用

彈塑性動(dòng)力時(shí)程分析的主要技術(shù)參數(shù)指標(biāo)簡(jiǎn)述基于材料的本構(gòu)模型GB50010-2023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；1-2折減后的剛度。無(wú)論屈服與否，卸載和重加載時(shí)使用彈性剛度。剪切本構(gòu)承受了抱負(fù)彈塑性雙折線模型，屈服前后的剛度不同，屈服前卸載和重加載時(shí)使用彈性剛度；屈服后卸載時(shí)指向原點(diǎn)，重加載時(shí)使用卸載剛度重加載。1-3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 抱負(fù)彈塑性剪切本構(gòu)模型

基于截面的塑性鉸滯回模型滯回模型是動(dòng)力彈塑性分析的根本參數(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)件承受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(qiáng)度退化。第一折線拐點(diǎn)用于模擬開裂強(qiáng)度，其次個(gè)折線拐點(diǎn)用于模擬屈服強(qiáng)度，修正武田三折線模型對(duì)武田三折線模型的內(nèi)環(huán)的卸載剛度計(jì)算方法做了修正。鋼構(gòu)造構(gòu)件則承受了標(biāo)準(zhǔn)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(biāo)準(zhǔn)雙折線滯回模型非線性梁柱單元程序承受了具有非線性鉸特性的梁柱單元。梁?jiǎn)卧绞褂昧巳岫确ā瞗lexibilitymethod〕，在荷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，EulerBernoulliBeamTheory〕，并假設(shè)扭矩和軸力、彎矩成分相互獨(dú)立無(wú)關(guān)聯(lián)。非線性梁柱單元可考慮了P-Δ效應(yīng)，在分析的每個(gè)步驟都會(huì)考慮內(nèi)力對(duì)幾何剛度的影響重更幾何剛度矩陣，并將幾何剛度矩陣加到構(gòu)造剛度矩陣中。依據(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〕。本工程承受的是彎矩-旋轉(zhuǎn)角梁柱單元，即在單元兩端設(shè)置了長(zhǎng)度為0的平動(dòng)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〕，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供給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(gè)墻單元構(gòu)成，每個(gè)墻單元又被分割成具有肯定數(shù)量的豎向和水平向的纖維，每個(gè)纖維有一個(gè)積分點(diǎn)，剪切變形則計(jì)算每個(gè)墻單元的四個(gè)高斯點(diǎn)位置的剪切變形?！裁總€(gè)纖維內(nèi)力和變形的計(jì)算承受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肯定的獨(dú)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、剪切變形相互獨(dú)立。每次增量步驟分析時(shí)，程序會(huì)計(jì)算各積分點(diǎn)上的應(yīng)變，然后利用混凝土和鋼筋

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(jí)”的說明混凝土材料本構(gòu)關(guān)系中以混凝土的實(shí)際應(yīng)變與混凝土峰值壓應(yīng)變的比值〔ε/εc〕1-9所示定義。

截面塑性鉸“屈服狀態(tài)”的說明雙折線鉸輸出一種狀態(tài)即到達(dá)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(gè)是開裂及開裂到屈曲前狀態(tài)，其次個(gè)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(xiàng)上處于該狀態(tài)鉸的數(shù)εε 量與安排給構(gòu)件的該類型鉸總數(shù)的比值。鋼筋材料本構(gòu)關(guān)系中以鋼筋實(shí)際應(yīng)變與鋼筋的屈服應(yīng)變的比值〔/

0〕來

計(jì)算方法定義鋼筋的“應(yīng)變等級(jí)”，本工程鋼筋的應(yīng)變等級(jí)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(shí)際剪切應(yīng)變與屈服剪應(yīng)變的比值〔γ/γ0〕來定義墻單元的剪切“應(yīng)變等級(jí)”，本工程剪力墻單元的剪切應(yīng)變等級(jí)按如圖1-11所示定義。圖1-9 混凝土材料應(yīng)變等級(jí) 圖1-10鋼筋材料的應(yīng)變等級(jí)圖1-11 墻單元剪切應(yīng)變等級(jí)

本工程非線性方程計(jì)算承受Newmark-β直接積分方法，承受完全牛頓－拉普森法〔Newtom-Raphson〕進(jìn)展迭代收斂計(jì)算直至滿足收斂條件，迭代參數(shù)中設(shè)定最小時(shí)間步長(zhǎng)為0.00001秒，最大迭代次數(shù)為30次，不考慮了P-Δ效應(yīng)的影響，非線性分析時(shí)自動(dòng)更阻尼矩陣。彈塑性動(dòng)力時(shí)程分析結(jié)果的分析塔2塔2X主向?qū)娱g位移角876層樓54自然波N1自然波N2人工波N3標(biāo)準(zhǔn)限值32101/5001/2503/5001/1251/100層間位移角塔1塔1X主向?qū)娱g位移角876層樓54自然波N1自然波N2人工波N3標(biāo)準(zhǔn)限值32101/5001/2503/5001/1251/100層間位移角圖2-1地震波作用X主向塔1層間位移角

圖2-3地震波作用X主向塔2層間位移角塔1塔1Y主向?qū)娱g位移角876層樓54321自然波N1自然波N2人工波N3標(biāo)準(zhǔn)限值0 1/500 1/250 3/500 1/125 1/100層間位移角塔2Y主向?qū)娱g位移角876層樓54塔2Y主向?qū)娱g位移角876層樓54自然波N1自然波N2人工波N3標(biāo)準(zhǔn)限值32101/5001/2503/5001/1251/100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塔1塔1X主向?qū)蛹袅?76層樓54自然波N1自然波N2人工波N3321020230400006000080000100000層剪力〔kN〕塔1Y主向?qū)蛹袅?76層樓54321自然波N1自然波N2人工波N30 202304000060000塔1Y主向?qū)蛹袅?76層樓54321自然波N1自然波N2人工波N30 20230400006000080000100000120230140000160000層剪力〔kN〕塔2塔2X主向?qū)蛹袅?76層樓54自然波N1自然波N2人工波N3321020230400006000080000100000層剪力〔kN)塔2Y主向?qū)蛹袅?76層5樓4自然波N1自然波N2人工波N33210202304000060000塔2Y主向?qū)蛹袅?76層5樓4自然波N1自然波N2人工波N3321020230400006000080000100000120230層剪力〔kN〕數(shù)值結(jié)果匯總層間位移角序號(hào)地震波地震波X主向地震波Y主向塔1層間位移角序號(hào)地震波地震波X主向地震波Y主向塔1塔2塔1塔21自然波N11/3001/2441/3791/3902自然波N21/4411/4321/4471/4793人工波N31/3381/3361/4541/4684包絡(luò)值1/3001/2441/3791/390圖2-9地震波作用X主向塔1X向典型一榀構(gòu)造框架塑性鉸狀態(tài)〔側(cè)面與連體桁架相連的一榀〕基底剪力〔kN〕序號(hào)地震波地震波X主向地震波Y主向塔1基底剪力〔kN〕序號(hào)地震波地震波X主向地震波Y主向塔1塔2塔1塔21自然波N184517764951224821076142自然波N2666865641697711762973人工波N37472875008100101900364包絡(luò)值8451776495122482107614圖形結(jié)果匯總

圖2-10地震波作用X主向塔1X向典型一榀構(gòu)造框架塑性鉸狀態(tài)〔側(cè)面與連體桁架相連的一榀〕從圖2-9，2-10可見在地震波X主向作用下，絕大局部連梁及局部框架梁進(jìn)入第2屈服狀態(tài)，即受彎屈服；少局部框架柱進(jìn)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向典型一榀構(gòu)造框架塑性鉸狀態(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，絕大局部連梁及局部框架梁進(jìn)入第2屈服狀態(tài)，即受彎屈服；少局部框架柱進(jìn)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)連體桁架局部塑性鉸延性系數(shù) 圖2-13地震波作用Y主向(考慮了豎向地震作用)連體桁架局部塑性鉸延性系數(shù)從圖2-12，2-13可見，連體桁架桿件的軸向塑性鉸延性系數(shù)D/D1(即塑性鉸實(shí)際變形與屈服變形的比值)，均小于1，可見桁架局部不屈服。 圖2-x地震波作用X主向(考慮了豎向地震作用)連體次桁架局部塑性鉸延性系數(shù) 圖2-y地震波作用Y主向(考慮了豎向地震作用)連體桁架局部塑性鉸延性系數(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/D10.960.93〔等同于桿件軸向應(yīng)力/屈服強(qiáng)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/D10.670.61〔等同于桿件彎曲應(yīng)力/屈服強(qiáng)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(jí) 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(jí)圖2-16地震波作用Y主向剪力墻剪切應(yīng)變等級(jí) 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(jí)2-14,2-163〔即最大剪切應(yīng)變?chǔ)?lt;γ0〕,γ02-15,2-1725級(jí)，即到達(dá)極限剪切變形，此局部應(yīng)實(shí)行額外的加強(qiáng)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，或承受組合鋼板剪力墻等構(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(jí) 圖2-19地震波作用Y主向剪力墻混凝土軸向應(yīng)變等級(jí)圖2-20地震波作用X主向鋼筋軸向應(yīng)變等級(jí) 圖2-21地震波作用Y主向鋼筋軸向應(yīng)變等級(jí)2-18,2-193ε<εc2-20.2-212ε<ε02構(gòu)造彈塑性進(jìn)展歷程及抗震性能總結(jié)1件沒有發(fā)生嚴(yán)峻破壞，多數(shù)連梁屈服耗能，局部框架梁參與了塑性耗能，連體桁架不屈服，整體構(gòu)造層間位移角滿足標(biāo)準(zhǔn)最低要求且有余量。2、整體構(gòu)造在罕遇地震波輸入過程中，其彈塑性進(jìn)展歷程可以描述為：在罕遇地震下構(gòu)造連梁最先消滅塑性鉸，隨著地震波加速度的增大，連梁塑性變形逐步累積耗能；而后構(gòu)造局部框架梁進(jìn)入塑性階段參與構(gòu)造整體耗能，但框架梁整體塑性變形有限；構(gòu)造框架柱局部開裂均未進(jìn)入屈服狀態(tài)；地震輸入完畢時(shí)絕大局部剪力墻未進(jìn)入屈服狀態(tài)，只有少數(shù)剪力墻應(yīng)變過大，需額外實(shí)行構(gòu)造措施加強(qiáng)。3、構(gòu)造框架局部在罕遇地震作用下，局部框架梁的塑性變形超過開裂水準(zhǔn)，少數(shù)超過屈服強(qiáng)度水準(zhǔn)；少數(shù)框架柱塑性變形超過開裂水準(zhǔn)，均未進(jìn)入屈服狀態(tài)，構(gòu)造框架作為其次道設(shè)防體系具有足夠的充裕。4、罕遇地震作用下，絕大局部剪力墻筒體滿足抗剪不屈服的要求，只有少數(shù)剪力墻應(yīng)變過大，需額外實(shí)行構(gòu)造措施加強(qiáng)，混凝土受壓和鋼筋拉壓根本處于彈性階段；5、整體來看，構(gòu)造在罕遇地震輸入下的彈塑性反響及破壞機(jī)制，符合構(gòu)造抗震工程的概念設(shè)計(jì)要求，能到達(dá)預(yù)期的抗震性能目標(biāo)。

1、定義“靜力彈塑性分析掌握”：定義推倒次數(shù)〔荷載增幅次數(shù)，迭代步驟數(shù)，收斂條件。2、定義“