某连体结构动力弹塑性分析报告-使用midas-building

弹塑性动力时程分析的主要技术参数指标简述基于材料的本构模型本工程混凝土本构关系采用《混凝土结构设计标准》GB50010-2010附录C中的单轴受压应力-应变本构模型，混凝土单轴受压应力-应变关系曲线如图1-1；钢筋采用双折线本构模型，如图1-2，屈服前后的刚度不同，屈服后的刚度使用折减后的刚度。无论屈服与否，卸载和重新加载时使用弹性刚度。剪切本构采用了理想弹塑性双折线模型，屈服前后的刚度不同，屈服前卸载和重新加载时使用弹性刚度；屈服后卸载时指向原点，重新加载时使用卸载刚度重新加载。如图1-3所示。图1-1

混凝土单轴受压应力-应变曲线图1-2双折线钢筋本构关系图1-3理想弹塑性剪切本构模型基于截面的塑性铰滞回模型滞回模型是动力弹塑性分析的根本参数，共有双折线、三折线、四折线等多种滞回模型。本工程钢筋混凝土和型钢混凝土构件采用了修正武田三折线模型，如图1-4所示，其仅考虑了刚度退化，没有考虑强度退化。第一折线拐点用于模拟开裂强度，第二个折线拐点用于模拟屈服强度，修正武田三折线模型对武田三折线模型的内环的卸载刚度计算方法做了修正。钢结构构件那么采用了标准双折线滞回模型，卸载刚度使用弹性刚度，如图1-5所示。图1-4

修正武田三折线滞回模型图1-5

标准双折线滞回模型非线性梁柱单元程序采用了具有非线性铰特性的梁柱单元。梁单元公式使用了柔度法〔flexibilitymethod〕，在荷载作用下的变形和位移使用了小变形和平截面假定理论〔欧拉贝努利梁理论，EulerBernoulliBeamTheory〕，并假设扭矩和轴力、弯矩成分互相独立无关联。非线性梁柱单元可考虑了P-Δ效应，在分析的每个步骤都会考虑内力对几何刚度的影响重新更新几何刚度矩阵，并将几何刚度矩阵加到结构刚度矩阵中。根据定义弯矩非线性特性关系的方法，非线性梁柱单元可分为弯矩-旋转角单元〔集中铰模型〕和弯矩-曲率单元〔分布铰模型〕。本工程采用的是弯矩-旋转角梁柱单元，即在单元两端设置了长度为0的平动和旋转非线性弹簧〔非线性弹簧用如前所述的基于截面的塑性铰滞回模型模拟〕，而单元内部为弹性的非线性单元类型，非线性弹簧的位置如图1-6所示。图1-6弯矩-旋转角单元的铰位置示意图非线性墙单元程序提供了带洞口的基于纤维模型的非线性剪力墙单元。非线性墙由多个墙单元构成，每个墙单元又被分割成具有一定数量的竖向和水平向的纤维，每个纤维有一个积分点，剪切变形那么计算每个墙单元的四个高斯点位置的剪切变形。〔每个纤维内力和变形的计算采用如前所述的基于材料的本构模型〕，考虑到墙单元产生裂缝后，水平向、竖向、剪切方向的变形具有一定的独立性，非线性墙单元不考虑泊松比的影响，假设水平向、竖向、剪切变形互相独立。每次增量步骤分析时，程序会计算各积分点上的应变，然后利用混凝土和钢筋的应力-应变关系分别计算混凝土和钢筋的应力。剪切应力计算单元高斯点位置的剪切变形。如图1-7，1-8所示。图1-7非线性墙单元图1-8墙单元的各成分铰位置纤维材料本构“应变等级”的说明混凝土材料本构关系中以混凝土的实际应变与混凝土峰值压应变的比值〔ε/εc〕来定义混凝土的“应变等级”，本工程混凝土的应变等级按如图1-9所示定义。钢筋材料本构关系中以钢筋实际应变与钢筋的屈服应变的比值〔ε/ε0〕来定义钢筋的“应变等级”，本工程钢筋的应变等级按如图1-10所示定义。墙单元剪切本构关系中以单元的实际剪切应变与屈服剪应变的比值〔γ/γ0〕来定义墙单元的剪切“应变等级”，本工程剪力墙单元的剪切应变等级按如图1-11所示定义。图1-9混凝土材料应变等级图1-10钢筋材料的应变等级图1-11墙单元剪切应变等级截面塑性铰“屈服状态”的说明双折线铰输出一种状态即到达第一屈服的状态(包含屈服后状态)。三折线铰输出两种状态，第一个是开裂及开裂到屈曲前状态，第二个是屈服及屈服后状态，图例中用两种颜色区分。图形中的比例值为在该项上处于该状态铰的数量与分配给构件的该类型铰总数的比值。计算方法本工程非线性方程计算采用Newmark-β直接积分方法，采用完全牛顿－拉普森法〔Newtom-Raphson〕进行迭代收敛计算直至满足收敛条件，迭代参数中设定最小时间步长为秒，最大迭代次数为30次，不考虑了P-Δ效应的影响，非线性分析时自动更新阻尼矩阵。弹塑性动力时程分析结果的分析层间位移角图2-1地震波作用X主向塔1层间位移角图2-2地震波作用Y主向塔1层间位移角图2-3地震波作用X主向塔2层间位移角图2-4地震波作用Y主向塔2层间位移角楼层剪力图2-5地震波作用X主向塔1楼层剪力图2-6地震波作用X主向塔2楼层剪力图2-7地震波作用Y主向塔1楼层剪力图2-8地震波作用Y主向塔2楼层剪力数值结果汇总表2-1层间位移角汇总结果序号地震波层间位移角地震波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包络值1/3001/2441/3791/390表2-2基底剪力汇总结果序号地震波基底剪力〔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包络值8451776495122482107614图形结果汇总图2-9地震波作用X主向塔1X向典型一榀结构框架塑性铰状态〔侧面与连体桁架相连的一榀〕图2-10地震波作用X主向塔1X向典型一榀结构框架塑性铰状态〔侧面与连体桁架相连的一榀〕从图2-9，2-10可见在地震波X主向作用下，绝大局部连梁及局部框架梁进入第2屈服状态，即受弯屈服；少局部框架柱进入第1屈服状态，即压弯开裂而不屈服。图2-11地震波作用Y主向整塔Y向典型一榀结构框架塑性铰状态〔双塔与主桁架相连的一榀〕从图2-11可见在地震波Y主向作用下，绝大局部连梁及局部框架梁进入第2屈服状态，即受弯屈服；少局部框架柱进入第1屈服状态，即压弯开裂而不屈服；主桁架上下弦钢梁受弯不屈服。图2-12地震波作用X主向(考虑了竖向地震作用)连体桁架局部塑性铰延性系数图2-13地震波作用Y主向(考虑了竖向地震作用)连体桁架局部塑性铰延性系数从图2-12，2-13可见，连体桁架杆件的轴向塑性铰延性系数D/D1(即塑性铰实际变形与屈服变形的比值)，均小于1，可见桁架局部不屈服。图2-x地震波作用X主向(考虑了竖向地震作用)连体次桁架局部塑性铰延性系数图2-y地震波作用Y主向(考虑了竖向地震作用)连体桁架局部塑性铰延性系数从图2-x，2-y可见，连体次桁架杆件，吊杆的轴向塑性铰延性系数D/D1较小，均小于，可见次桁架及吊杆不屈服。地震作用X主向，Y主向〔考虑了竖向地震作用〕连体桁架最大轴向延性系数D/D1分别等于0.96和0.93〔等同于杆件轴向应力/屈服强度〕<1,即不屈服。地震作用X主向，Y主向〔考虑了竖向地震作用〕连体桁架最大弯曲延性系数D/D1分别等于0.67和0.61〔等同于杆件弯曲应力/屈服强度〕<1,即不屈服。图2-14地震波作用X主向剪力墙剪切应变等级图2-15地震波作用X主向塔2右侧剪力墙筒体剪切应变等级图2-16地震波作用Y主向剪力墙剪切应变等级图2-17地震波作用Y主向塔2右侧剪力墙筒体剪切应变等级从图2-14,2-16可见剪力墙筒体剪切应变等级绝大局部小于3级〔即最大剪切应变γ<γ0〕,γ0如前所述为屈服剪应变。从图2-15,2-17可见，在塔2一端的剪力墙筒体剪切应变等级局部超过5级，即到达极限剪切变形，此局部应采取额外的加强措施如加大两端型钢柱内的型钢截面，增大水平钢筋配筋率，或采用组合钢板剪力墙等构造措施。图2-18地震波作用X主向剪力墙混凝土轴向应变等级图2-19地震波作用Y主向剪力墙混凝土轴向应变等级图2-20地震波作用X主向钢筋轴向应变等级图2-21地震波作用Y主向钢筋轴向应变等级从图2-18,2-19可见剪力墙筒体混凝土轴向应变等级均小于3级，如前所述即ε<εc，绝大局部小于2级，即如前所述ε<ε0,极少数墙体竖向钢筋应变等级大于2级，受拉屈服。结构弹塑性开展历程及抗震性能总结1、输入各工况罕遇地震波进行非线性时程分析后可知，绝大局部主要抗侧力构件没有发生严重破坏，多数连梁屈服耗能，局部框架梁参与了塑性耗能，连体桁架不屈服，整体结构层间位移角满足标准最低要求且有余量。2、整体结构在罕遇地震波输入过程中，其弹塑性开展历程可以描述为：在罕遇地震下结构连梁最先出现塑性铰，随着地震波加速度的增大，连梁塑性变形逐步累积耗能；而后结构局部框架梁进入塑性阶段参与结构整体耗能，但框架梁整体塑性变形有限；结构框架柱局部开裂均未进入屈服状态；地震输入结束时绝大局部剪力墙未进入屈服状态，只有少数剪力墙应变过大，需额外采取构造措施加强。3、结构框架局部在罕遇地震作用下，局部框架梁的塑性变形超过开裂水准，少数超过屈服强度水准；少数框架柱塑性变形超过开裂水准，均未进入屈服状态，结构框架作为第二道设防体系具有足够的充裕。4、罕遇地震作用下，绝大局部剪力墙筒体满足抗剪不屈服的要求，只有少数剪力墙应变过大，需额外采取构造措施加强，混凝土受压和钢筋拉压根本处于弹性阶段；5、整体来看，结构在罕遇地震输入下的弹塑性反响及破坏机制，符合结构抗震工程的概念设计要求，能到达预期的抗震性能目标。1、定义“静力弹塑性分析控制”：定义推倒次数〔荷载增幅次数〕，迭代步骤数，收敛条件。

2、定义“Pushover荷载工况”：定义推倒