某連體結(jié)構(gòu)動力彈塑性分析報告-使用midas

1、1.彈塑性動力時程分析的主要技術參數(shù)指標簡述1.1基于材料的本構(gòu)模型本工程混凝土本構(gòu)關系采用混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范GB50010-2010附錄C中 的單軸受壓應力-應變本構(gòu)模型，混凝土單軸受壓應力-應變關系曲線如圖1T； 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1-2雙折線鋼筋本構(gòu)關系圖1T混凝土單軸受壓應力應變曲線1.2基于截面的塑性餃滯回模

2、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。I,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1.3非線性梁柱單元程序采用了具有非線性餃特性的梁柱單元。梁單元公式使用了柔度法 (flexibility method),在荷載作

3、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),并假設扭矩 和軸力、彎矩成分互相獨立無關聯(lián)。非線性梁柱單元可考慮了P-A效應，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系的方法，非線 性梁柱單元可分為彎矩-旋轉(zhuǎn)角單元（集中餃模型）和彎矩-曲率單元（分布餃 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餃滯回模 型模擬），而單元內(nèi)部為彈性的非線性單元類

4、型，非線性彈簧的位置如圖1-6所 Zj，O剪切彈簧圖1-6彎矩旋轉(zhuǎn)角單元的釵位置示意圖1.4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變，然后利用混凝土和鋼筋的應力-應變

5、關系分別計算混凝土和鋼筋的應力。剪切應力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非線性墻單元高斯建（笠鼠高斯點（校點）圖1-8墻單元的各成分釵位置1.5纖維材料本構(gòu)“應變等級”的說明混凝土材料本構(gòu)關系中以混凝土的實際應變與混凝土峰值壓應變的比值 邑氣）來定義混凝土的“應變等級，本工程混凝土的應變等級按如圖1-9 所示定義。鋼筋材料本構(gòu)關系中以鋼筋實際應變與鋼筋的屈服應變的比值售/*）來 定義鋼筋的“應變等級”，本工程鋼筋的應變等級按如圖1T0所示定義。墻單元剪切本 構(gòu)關系中以單元的實際剪切應變與屈服剪應變的比值（Y N 0）來定義墻單元的剪切“應變等級”，本工程剪力墻

6、單元的剪切應變等 級按如圖1T1所示定義。圖1-9混凝土材料應變等級圖1-10鋼筋材料的應變等級圖1-11墻單元剪切應變等級1.6截面塑性餃“屈服狀態(tài)”的說明雙折線餃輸出一種狀態(tài)即達到第一屈服的狀態(tài)(包含屈服后狀態(tài))。三折線 餃輸出兩種狀態(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)餃的數(shù) 量與分配給構(gòu)件的該類型餃總數(shù)的比值。7計算方法本工程非線性方程計算采用Newmark-p直接積分方法，采用完全牛頓一拉 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 設定最小時間步長為0.0000

7、1秒，最大迭代次數(shù)為30次，不考慮了P-效應的影 響，非線性分析時自動更新阻尼矩陣。2. 1層間位移角塔1 Y主向?qū)娱g位移角層間位移角塔2 X主向?qū)娱g位移角1/5001/2503/5001/1251/100天然波N1t-天然波N2人工波N3層間位移角圖2-3地震波作用X主向塔2層間位移角塔2 Y主向?qū)娱g位移角1/5001/2503/5001/1251/100-天然波N1T-天然波N2人工波N3層間位移角塔1 x主向?qū)蛹袅?天然波N1T-天然波N2人工波N3層剪力（kN）圖2-5地震波作用X主向塔1樓層剪力塔2 X主向?qū)蛹袅μ烊徊∟1天然波N2人工波N3層剪力（kN）塔1 Y主向?qū)蛹袅蛹袅Γ╧

8、N）圖2-7地震波作用Y主向塔1樓層剪力塔2 Y主向?qū)蛹袅μ烊徊∟1t-天然波N2人工波N3層剪力（kN）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N31/3381/3361/4541/4684包絡值1/3001/2441/3791/390表2-2基底剪力匯總結(jié)果序號地震波基成幽力（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

9、波N37472875008100101900364包絡值84517764951224821076144圖形結(jié)果匯總midas Building釵狀態(tài)THNLlJflLClJI i：TH)畋無3rd Yield2nd Yield1st Yield圖2-9地震波作用X主向塔1 X向典型一棉結(jié)構(gòu)框架塑性釵狀態(tài)（側(cè)面與連體桁架相連的一棉）圖2-10地震波作用X主向塔1 X向典型一根結(jié)構(gòu)框架塑性釵狀態(tài)（側(cè)面與連體桁架相連的一福）從圖2-9, 2-10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。midas Build

10、ing 鉉狀態(tài) THNLl_MLCl_XaH) Ky,無3rd Yield2nd Yield1st Yield圖2-11地震波作用丫主向整塔Y向典型一棉結(jié)構(gòu)框架塑性鉸狀態(tài)（雙塔與主桁架相連的一棉）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)， 下弦鋼梁受彎不屈服。midas Building鉉狀態(tài)THNL1_MLC1_X(TH)無0.957300.S72640.7ST4S0.702320.617160.532010.446S50.36160.276530. 191370.106220.021

11、06midas Building鉉狀態(tài)THNL1_MLC1_X(TH)無0.524S3 0.3423 0.760500.673500.556510.514820.43253 0.35054 0.263550. 1S6%0. 10487 0.02257圖2-13地震波作用丫主向（考慮了豎向地震作用）連體桁架部分塑性鉸延性系數(shù)圖2-12地震波作用乂主向（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，連體桁架桿件的軸向塑性餃延性系數(shù)D/D1（即塑性餃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地震波作用乂主向（考慮了豎向地震作用）連體次桁架部分塑性

12、鉸延性系數(shù)midas Building校狀態(tài)THNL1_MLC1 (TH)Dh,無0.330190.302090.2739S0.245330.217730.139670.161570.133470.105370.077260.049160.02106midas Building釵狀態(tài)TH1?L1 JflLCl J I：TH：I元0.294230.269570.244910.220250.195590.170930.146270. 121&10.096950.072290.047G30.02297圖2-y地震波作用丫主向（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

13、次桁架桿件，吊桿的軸向塑性餃延性系數(shù)D/D1較小，均小于0.5，可見次桁架及吊桿不屈服。midas Building釵狀態(tài)THNL1_MD：1_X CW無0.95TS00.0744b0.791110.707770.G24430.541090.457750.374410.291070.20T73 0.12439 0.04105midas Building釵狀態(tài)THML1JLCIJ： (TH)midas Building釵狀態(tài)(TH)66479&05705466045751428413693231022251131920313294073S401475midas Building釵狀態(tài)TH1IL1

14、J1LC1 J (TH)%無無u.924SS0.843G90.762510.681320.600140.510950.43777U.3565S0.27540U.19421U.11303U.031S40.60875 0.55474 0.50074 0.44673 0.392730.33373 0.23472 0.23072 0.17671 0. 122710.06870 0.01470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

15、系數(shù)D/D1分別等于0.67和0.61（等同于桿件彎曲應力/屈服強度）1,即不屈服。midas Buildingmidas Building圖2-14地震波作用乂主向剪力墻剪切應變等級圖2-16地震波作用Y主向剪力墻剪切應變等級midas Building圖2-15地震波作用戲向塔2右側(cè)剪力墻筒體剪切應變等級midas Building圖2-17地震波作用Y主向塔2右側(cè)剪力墻筒體剪切應變等級從圖2-14,2-16可見剪力墻筒體剪切應變等級絕大部分小于3級（即最大剪切應變Y Y 0） , Y 0如前所述為屈服剪應變。從圖2-15,2-17可見，在塔2 一端的剪力 墻筒體剪切應變等級局部超過5級，

16、即達到極限剪切變形，此部分應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變等級圖2-19地震波作用Y主向 剪力墻混凝土軸向應變等級圖2-20地震波作用X主向鋼筋軸向應變等級圖2-21地震波作用Y主向鋼筋軸向應變等級從圖2-18,2-19可見剪力墻筒體混凝土軸向應變等級均小于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變等級絕大部分小于2級，即如前所述8頂，極少數(shù)墻體豎向鋼筋應變等級大于2級，受拉屈服。3.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

17、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)塑性餃，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，部分框架梁的塑性變形超過開裂水準，少 數(shù)超過屈服強度水準；少數(shù)框架柱塑性變形超過開裂水準，均未進入屈服狀態(tài)，結(jié) 構(gòu)框架作為第二道設防體系具有足夠的富余。4、罕遇地震作用下，絕大部分剪力墻筒體滿足抗剪不屈服的要求，只有少數(shù)剪 力墻應變過大，需額外采取構(gòu)造措施加強，混凝土受壓和鋼筋拉壓基本處于彈性階 段；5、整體來看，結(jié)構(gòu)在罕遇地震輸入下的彈塑性反應及破壞機制，符合結(jié)構(gòu)抗震 工程的概念設計要求，能達到預期的