基于ANSYS軟件鋼筋混凝土框架結構多尺度數值分析

吳 強錢 江黃 維

（1.同濟大學土木工程防災國家重點實驗室，上海200092；2.同濟大學結構工程與防災研究所，上海200092）

基于ANSYS軟件鋼筋混凝土框架結構多尺度數值分析

吳 強1，2，*錢 江1，2黃 維1，2

（1.同濟大學土木工程防災國家重點實驗室，上海200092；2.同濟大學結構工程與防災研究所，上海200092）

根據能量守恒與材料力學原理，提出一種幾何多尺度數值計算模型。采用ANSYS軟件對一12層鋼筋混凝土框架結構振動臺試驗進行了多尺度數值模擬，同時利用梁單元模型模擬來作對比分析，計算了結構的動力特性與地震動力時程響應。分析結果對比顯示，多尺度模型模擬結果與梁單元模型模擬結果和振動臺試驗結果具有較高的吻合度，為以后結構分析計算提供了一種簡單有效的手段。

多尺度模型，ANSYS軟件，鋼筋混凝土框架結構

1 引 言

圖1 底層柱底破壞Fig.1 Ground floor column damages

歷次地震震害表明，鋼筋混凝土框架結構在地震作用下的破壞往往是局部的破壞，整體結構因局部破壞而失去抗震能力，進而倒塌。1979年10月15日美國帝谷地震（6.5級），加州埃爾森特羅帝國郡服務大樓，為6層鋼筋混凝土框架-剪力墻結構，由于剛度沿豎向分布不均，底層一側的4個邊柱發生彎剪破壞（圖1），柱底混凝土大塊剝落，縱向鋼筋嚴重屈曲，水平箍筋拉屈［1］。2005年10月8日的克什米爾大地震（7.6級），Ryadh中心為鋼筋混凝土框架結構，結構建造較早，沒有進行抗震設計。柱的混凝土強度不夠，配筋不足，在二層柱兩端出現塑性鉸［2］（圖2）。

圖2 柱端破壞Fig.2 Column end damage

從以上的實際震害可以看到，鋼筋混凝土框架結構在地震作用下的破壞一般為集中在梁柱節點處的局部破壞，局部破壞的累計最終導致整體結構的失效。但目前常用的工程非線性分析主要分為基于宏觀單元的整體結構非線性分析和基于實體單元的局部結構非線性分析。宏觀模型主要采用桿、殼等單元，計算量小，卻不能反映結構的破壞微觀機理，如結構的局部失穩、節點破壞、接觸問題等。而基于實體單元的微觀分析，雖然可以較好地把握結構的局部破壞過程，但由于計算量加大，收斂性較差而受到限制。而從整體結構中取出局部構件進行實體模型分析，故目前迫切需要兼顧結構局部破壞和結構整體受力行為的計算模型，多尺度計算模型就是解決該問題的有效方法。

工程結構中的多尺度模型主要對不同尺度的力學行為采用不同的單元進行模擬，進而組合成多尺度有限元模型。例如在結構整體模型中，對局部破壞部分用實體單元模擬，對無破壞或破壞較小部分用梁單元或殼單元模擬。國內外學者對多尺度模型進行了一定的研究［3-5］，岳健廣等［3］采用ABAQUS軟件，建立了3D／1D的多尺度模型耦合關系，并與試驗結果對比，結果表明該方法能較好地模擬結構的局部破壞；陸新征等［5］采用MSC.MARC軟件提供的節點局部坐標系和用戶自定義子程序功能，實現了不同尺度單元界面的連接。而對于常用的大型通用有限元軟件ANSYS還沒有相關學者進行研究。本文將對不同單元之間的協同作用進行分析，建立不同尺度單元間的約束方程，在ANSYS軟件中建立鋼筋混凝土框架結構多尺度有限元模型進行數值分析。

2 不同尺度模型的界面連接

多尺度計算的難點是不同尺度單元模型之間界面連接的合理性，常見的不同尺度單元的連接情況有三種：梁單元模型與殼單元模型、梁單元模型與實體單元模型、殼單元模型與實體單元模型之間的連接。本文以梁單元模型與實體單元模型連接為例，說明界面連接的原理與方法。

2.1 梁單元與實體單元耦合

結合有限元分析軟件ANSYS，梁—實體單元耦合可通過多點約束方程實現，其統一形式為

式中，F1，F2為作用在梁單元上剪力在1軸、2軸的分量，F3為作用在梁單元上軸力，F4，F5為作用在梁單元彎矩在1軸、2軸的分量，F6為作用在梁單元上的扭矩；σ31，Fi，σ32，Fi，σ33，Fi分別為界面處實體單元節點在1軸、2軸、3軸由Fi引起的應力分量（可由材料力學計算）；A為耦合界面的面積；ui，beam為梁單元節點位移在耦合界面各軸的分量，u′i，solid為實體單元節點位移在耦合界面各軸的分量（圖3）。

2.2 界面連接算例

根據以上原理，本文通過ANSYS軟件中提供的接觸單元和MPC技術建立滿足式（2）—式（7）的多尺度耦合約束方程［6］，實現模型的結構多尺度建模計算分析，下面通過一個小算例來驗證這種方法。

式中，u為梁單元節點自由度；u′為實體節點自由度；n為實體單元節點總數；Xi為耦合界面上節點i的約束系數，與實體單元型函數相關。

如圖3所示，通過耦合界面上不同單元節點在各項合力作用下作功相等建立約束方程如下：

圖3 梁—實體單元的耦合Fig.3 Coupling of beam element and solid element

圖4 （a）所示的等截面懸臂柱，幾何尺寸為300 mm×400 mm×2 000 mm，材料彈性模量取2.11×1011N／m2，屈服強度取10 MPa，無材料強化，受到水平荷載P＝50 kN，本文分別以梁單元-實體單元建立多尺度模型，如圖4（b）所示；采用實體單元建立該柱的微觀模型，如圖4（c）所示。在ANSYS軟件中，梁單元采用BEAM188單元，實體單元采用SOLID65單元。主要分析結果參見表1，兩種計算模型的應力云圖參見圖5。

表1 兩種計算模型計算結果Table 1 Computing result of two com puting m odels

圖4 幾何模型及有限元計算模型Fig.4 Geometrymodel and finite elementmodels

上述結果數據表明，多尺度模型計算結果與實體單元模型計算結果具有高度的吻合性，多尺度模型耦合界面上不同單元界面上的應力吻合度也很高。說明本文建議的界面連接方法可以實現梁單元宏觀模型與實體單元細觀模型的不同尺度間的過渡，從而可以將精細模型植入整個宏觀梁單元模型結構中進行多尺度結構計算。

圖5 兩種計算模型的應力云圖Fig.5 Stress nephogram of two computingmodels

3 多尺度鋼筋混凝土框架結構計算模型

3.1 框架信息及模型介紹

選取同濟大學國家重點實驗室的12層鋼筋混凝土框架［7］，本文建立兩個模型，一個采用梁單元建立的模型，稱為BM模型；一個采用本文提出的多尺度方法采用梁單元和實體單元建立的多尺度模型，稱為MSM模型。結構兩個方向均為單跨，跨度為6 m，層高為3 m，梁截面尺寸為300 mm×600 mm，柱截面尺寸為500 mm×600 mm，樓板厚度為120 mm，混凝土強度等級為C30，梁截面配筋為6D22，上下各3根，柱截面配筋為8φ22，樓板配筋為雙向φ8＠150。振動臺試驗模型如圖6（a）所示。域梁、柱混凝土采用三維實體單元SOLID65單元，鋼筋采用LINK8單元，其他區域均采用采用BEAM188單元，樓板采用SHELL63單元簡化。建立多尺度模型時，梁柱構件采用實體單元SOLID65創建部分長度取l＝1.5h［8］，其中，h為構件截面高度，多尺度計算模型（MSM）如圖7（b）所示，梁單元模型（BM）如圖7（c）所示。

圖6 試驗模型和有限元模型Fig.6 Testmodel and the finite elementmodel

混凝土采用多線性隨動強化模型，應力應變關系采用規范［9］建議的混凝土本構關系作為混凝土的單軸拉壓應力—應變關系，其應力—應變關系可由函數表達式定義，應力—應變關系上升段、下降段參數按規范［9］附錄C取值。鋼筋采用雙線性隨動強化模型，折線第一上升段的斜率為鋼筋本身的彈性模量，第二上升段為鋼筋強化段，斜率取初始彈性模量的1／100。

圖7 X向前三階模態Fig.7 The first threemodes at the X direction

3.2 結構動力特性分析

振動臺試驗對模型進行白噪聲掃頻得到各階頻率，并由傳遞函數的幅值以及相位角識別振型，白噪聲掃頻得到結構的頻率按照相似關系Sf＝5.038，求出原型結構的頻率，試驗結果與有限元計算結果見表2。

表2 結構X向前三階自振頻率對比Table 2 Com parison of the first three natural frequencies at the X direction

由MSM與BM確定的X向前3階模態和白噪聲掃頻得到的模態對比見圖7（模態以頂點幅值為1標準化），由此可見多尺度計算模型與梁單元計算模型確定的X向前三階模態非常相近，與試驗結果的前兩階模態比較相近，第三階模態稍有一些差異。

3.3 結構地震響應動力時程分析

考慮到結構X方向相對較弱，響應更為劇烈，故分析主要針對X方向，取加速度峰值為0.035 g、0.10 g和0.15 g的El Centro地震波X方向分量沿結構X方向輸入，進行動力時程分析，將振動臺模型試驗結果按照試驗位移相似比Sd＝1／10推算后，得到對應原型結構的地震響應。各地震峰值加速度工況下，結構頂層位移時程曲線如圖8所示，結構的最大樓層位移如圖9所示，結構的層間位移如圖10所示。

圖8 頂層位移時程對比Fig.8 Comparison of the top floor＇s displacement time histories

圖9 最大樓層位移對比Fig.9 Comparison of themaximum floor displacements

由圖8—圖10可以看出，輸入加速度峰值為0.035 g和0.10 g時，MSM所確定的結構頂層位移時程曲線和試驗曲線在峰值上是吻合的，整個時程曲線稍有差異，這主要是因為試驗所測得的是加速度時程，還需要積分得到位移時程，積分的過程中會有數據漂移從而產生差異。MSM和BM所確定的結構頂層位移時程曲線初始值比較大，這是因為時程分析時，考慮了重力的影響，而且是將重力加在第一步的地震波激勵的Z方向上，即使第一步的地震波水平激勵很小，但重力的施加和瞬態效應的影響，會形成一個明顯的重力二階效應，但是由于阻尼的存在，會逐漸消除這一初始值影響。MSM所確定的樓層位移和層間位移與試驗值比較接近；輸入加速度峰值為0.15 g時，MSM所確定的位移時程曲線和試驗相差較大，樓層位移和層間位移相差也比較大，考慮到實際振動臺試驗時，在0.15 g El Centro波工況之前已進行了16個工況試驗，造成了相當的損傷累計，剛度退化嚴重，是產生這種差異的原因之一。三種工況下，MSM和BM的頂層位移時程結果、最大樓層位移和層間位移的吻合度都比較高。

3.4 損傷分析

ANSYS中，混凝土通過SOLID65單元受拉開裂與受壓壓碎來描述混凝土材料力學損傷行為，本文提取了MSM在輸入地震加速度峰值為0.10 g工況下結構底層一實體單元節點的損傷情況，參見圖11（圖中“O”表示受拉開裂，“×”表示受壓壓碎）。

由圖11可以看出，混凝土受拉開裂與受壓壓碎均發生在梁端部處，這與振動臺試驗中模型的破壞情況一致。

圖10 層間位移對比Fig.10 Comparison of the story drifts

圖11 混凝土開裂與壓碎Fig.11 Concrete crack and crushing

4 結 論

多尺度有限元計算方法可在有限的計算資源和時間下，有針對性地獲得結構宏觀和微觀的力學性能信息，提高計算效率。

基于能量守恒原理與材料力學理論，一維單元和三維單元可以通過多點約束方程建立耦合關系。在ANSYS軟件中建立一維單元和三維單元的界面處的耦合約束方程，并通過一個懸臂柱的算例驗證了這一方法。

通過對一12層RC框架結構的數值模擬，得出ANSYS多尺度模型模擬的結構整體響應與梁單元模型模擬結果和試驗結果具有較高的吻合度，同時不同尺度單元之間的應力過渡也比較均勻。

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Multi-scale Numerical Analysis on a Reinforced-concrete Frame Structure by Using ANSYS

WU Qiang1，2，*QIAN Jiang1，2HUANGWei1，2
（1.State Key Laboratory of Disaster Reductson in Civil Engineering，Tongji University，Shanghai200092，China；2.Research Institute of Structural Engineering and Disaster Reduction，Tongji University，Shanghai200092，China）

Amultiscalemodel（MSM）method was proposed based on energy conservation and themechanics theory ofmaterials.A shaking table test of a 12 story reinforced concrete frame structure was simulated by a multi-scalemodel（MSM）and a beam model（BM）contrastively.The dynamic characteristics and responses to earthquake of the structurewere calculated.The MSM results agreewith the BM results and the test results.It is indicated that the proposed method can be used in the structure analysis accurately and efficiently.

multi-scalemodel，ANSYS software，reinforced concrete frame structure

2013-05-01

科技部國家重點實驗室基金項目（SLDRCE10-B-07）；國家科技支撐計劃項目（2012BAJ13B02）

*聯系作者，Email：wuqiang07＠163.com