地震荷载范文

地震荷载范文（精选4篇）

地震荷载 第1篇

1 框架—剪力墙结构的受力分析

在框架—剪力墙结构中,相当于用连杆将框架和剪力墙连成一个组合体系,构成了协同工作,他们不能单独弯曲变形或剪切变形,因此,框架—剪力墙结构的变形曲线为弯剪型,其水平位移特征居于框架和剪力墙之间。因此,在框架—剪力墙结构中,如果剪力墙的刚度很大时,组合体系的变形将接近剪力墙的变形,如果框架的刚度很大时,组合体系的变形将接近框架的变形。故在底部剪力墙将协助框架工作,以减少框架的变形,在顶部框架将协助剪力墙工作,以减少剪力墙的变形。所以,由以上我们可以得知,框架—剪力墙结构中,框架主要承担竖向使用荷载,而剪力墙刚度较大,主要承担地震荷载。

2 剪力墙合理数量的确定

2.1 地震荷载与剪力墙刚度之间的关系

框架—剪力墙结构体系的运动微分方程为:

${y^{″}}^{″}-\frac{\lambda {}^2}{{\rm H}{}^2}{y}^{″}=-m\frac{\lambda {}^2}{{\rm H}{}^{2}C}{y}^{″}$ (1)

用分离变量法解得:

$\begin{array}{l}\left(\lambda {}_1^4+\lambda {}_2^4\right)\text{c}\text{h}\lambda {}_1\cos \lambda {}_2+\lambda {}_1\lambda {}_2\left(\lambda {}_1^2-\lambda {}_2^2\right)\text{s}\text{h}\lambda {}_1\sin \lambda {}_2+2\lambda {}_1^2\lambda {}_2^2=0\\ \lambda {}_2^2=\lambda {}_1^2-\lambda {}^2\\ \alpha =\frac{2\text{π}}{\lambda {}_1\lambda {}_2}\end{array}\}$

(2)

${\rm T}=\alpha {\rm H}{}^2\sqrt{\frac{m}{EJ}}$ (3)

$\lambda ={\rm H}\sqrt{\frac{C}{EJ}}$ (4)

其中,α为对应于第1振型与λ值有关的系数;H为建筑物的总高度;C为框架总抗侧移刚度;EJ为剪力墙总抗侧移刚度;m为房屋单位高度的平均质量;λ1,λ2,λ均为结构的刚度特征值。

求解方程式(2)得λ1,λ2,α的值,由式(3),式(4)得框架—剪力墙结构自震周期:

${\rm T}=1.9\exp (0.01046\lambda {}^2-0.2727\lambda )\lambda {\rm H}\sqrt{\frac{\overline{m}BL}{C}}$ (5)

考虑到填充墙所起的作用,对式(5)乘以0.8折减,得:

${\rm T}=1.52\exp (0.01046\lambda {}^2-0.2727\lambda )\lambda {\rm H}\sqrt{\frac{\overline{m}BL}{C}}$ (6)

其中,B为房屋的宽度;$\overline{m}$为房屋单位体积的平均质量;L为房屋计算单元的长度。

令$A=1.52{\rm H}\sqrt{\frac{\overline{m}BL}{C}}$,再对T求导得:

T′=Aexp(0.010 46λ2-0.272 7λ)(0.209 2λ2-0.272 7λ+1) (7)

我们可以看出T′>0(0≤λ≤6),所以T是λ的增函数,而由式(4)知EJ与λ成反比关系,所以EJ与T也成反比关系。我们又知地震荷载与T成反比关系,故得地震荷载与剪力墙刚度成正比关系。即剪力墙刚度越大,地震荷载越大。

由以上推导可知,地震荷载与剪力墙刚度成正比关系,即地震荷载随剪力墙刚度的增大而增大,减小而减小。如果剪力墙的布置过少,则其刚度会相应的很少,房屋的变形增大,不能抵抗地震荷载;如果剪力墙的布置过大,则其刚度会相应的很大,房屋的自震周期减小,引起了地震荷载的增大,而且所耗的材料也会增大。所以,我们要研究的主要任务是怎样合理选取剪力墙的刚度,选取一个合适的剪力墙刚度不仅减小了地震荷载,而且又满足了房屋的使用和变形要求。

2.2 剪力墙合理刚度的确定

一般情况下,我们假设地震荷载呈倒三角形分布,在倒三角形分布荷载作用下,我们可以推导得框架总抗侧移刚度为:

$C=\frac{{\displaystyle \sum C}{}_{i}h{}_i}{h{}_i}$ (8)

其中,Ci=Dihi=∑Dijhi(i=1,2,…,n),kN,Di为第i层全部边框和中柱的侧移刚度总和,Di=∑Dij,kN/m,Dij为第i层第j根柱的侧向位移,kN/m;hi为第i层层高,m。又由顶点位移公式$f=\phi {}_k\frac{q{\rm H}{}^4}{EJ}$推导得:

EJ≥φωGH (9)

其中,G为建筑物地面上总重力荷载;H为建筑物的总高度;EJ为剪力墙总抗侧移刚度。

$\phi {}_{\omega }=\left[\left(1+\frac{1}{2n}\right)\frac{1.7{\rm T}{}_g\alpha {}_{\max }\phi {}_{\lambda }}{0.8\left(f/{\rm H}\right)\phi {}_1}\right]{}^2$。

我们确定了框架—剪力墙结构的刚度特征值λ后,即可根据场地土特征周期(Tg),相应于烈度的地震影响系数(αmax),许可位移值$\left(f/{\rm H}\right)‚\phi {}_{\lambda }$和φ1算出φω。

我们又知,根据框架的设计剪力不宜小于0.2V0,也不得大于0.4V0(V0为底部总剪力),相应的λ值应控制在1.1～2.2之间。

在确定合适剪力墙刚度时,我们可以先根据经验在1.1～2.2之间选出一个合适的λ值,再由式(9)计算出对应的EJ,将其代入式(4)中算出λ值。如果算出的λ值与我们原先选出的λ值有差别,则再另选一个λ值,直至选值与计算出的λ值相等为止,这样我们就可以找到一个最合适的剪力墙刚度。

3 剪力墙的合理布置方案

剪力墙的布置除了应着重确定剪力墙的数量及其相应的厚度以外,还应在以下几个方面加以注意:

1)剪力墙的厚度:剪力墙的厚度不应小于160 mm且不应小于层高的1/20,底部加强部位的剪力墙厚度不应小于200 mm,且不应小于层高的1/16。剪力墙的周边应设置梁(或暗柱)和端柱组成的边框;端柱截面宜与同层框架柱相同;剪力墙底部加强部位的端柱和紧靠剪力墙洞口的端柱宜按箍筋加密区的要求沿全高加密箍筋。剪力墙的竖向和横向分布钢筋,配筋率均不应小于0.25%,并且双排布置,拉筋间距不应大于600 mm,直径不应小于6 mm。2)结构的平面布置:剪力墙应双向设置,尽量布置在建筑物的端部。每个方向的剪力墙应做到对称,均匀,沿结构平面的周边布置,尽量做到楼层平面的刚度中心与楼层结构的质量中心相结合,以达到节省造价,提高结构抗扭能力,增加结构安全性的目的。纵,横剪力墙最好能连在一起,构成T形,L形和口字形。3)剪力墙的片数:沿每一主轴方向设置的剪力墙片数不应大于三片,为了避免地震荷载集中分布到一片剪力墙上,同方向的剪力墙的抗侧移刚度应大小一致,且各片剪力墙的抗侧移刚度相对比值应与所负担的各楼层重力荷载相对应。且每一片剪力墙在底层所承担的弯矩和剪力不超过整个结构弯矩和剪力的40%。4)剪力墙的长度:为了让剪力墙有一定的延性,具有弯曲型构件的特征,不会引起剪切型破坏,每一片剪力墙(包括单片墙,小开洞墙)或多肢墙墙肢的总高度与其长度的比值H/L应不小于2,其中每一墙肢的长度还不宜大于8 m。过长的墙肢可以利用高度不小于2/3层高的施工洞口,划分成两个以上的较窄墙肢。施工洞口可用砌体填补。5)剪力墙中连梁的布置:对于一片截面较长的剪力墙,应利用洞口设置连梁,连梁不能太强又不能太弱,故连梁的设计应做到对连梁的刚度进行折减,即在水平力作用下,允许连梁首先开裂,进入弹塑性状态,并且要求连梁弯矩不得超过总弯矩设计值的20%,这样就需要降低这层连梁的弯矩设计值,提高相邻上下层弯矩设计值。一,二级剪力墙的洞口连梁,跨高比不宜大于5,梁截面高度不应小于400 mm。

4 结语

1)在框架—剪力墙结构中,剪力墙是抗震的主要结构。通过研究框架—剪力墙结构的受力特征,以及地震荷载与剪力墙刚度之间的关系,推导出确定合理剪力墙数量的方法,达到了减少地震荷载又满足了房屋的使用和变形要求。2)剪力墙的布置还应在剪力墙的厚度,结构的平面布置,剪力墙的长度及片数,连梁的合理布置等方面加以注意,不仅要达到规范的要求,还要力求达到结构的优化设计,减少工程造价的目的。

参考文献

[1]北京建筑工程学院,南京工学院.建筑结构抗震设计[M].北京:地震出版社,1987:173-190.

[2]张炳华,侯昶.土建结构优化设计[M].上海:同济大学出版社,1988:225-229.

[3]简明抗震结构设计施工资料集成编委会.简明抗震结构设计施工资料集成[M].北京:中国电力出版社,2005:108-110.

[4]GB 50010-2002,建筑抗震设计规范[S].

[5]魏忠泽,秦桂娟.框剪结构体系中剪力墙的合理数量[J].沈阳建筑工程学院学报,1996,12(2):220-227.

地震荷载 第2篇

1基本资料

杜伯华水电站堰 (坝) 为砂砾石地基上混凝土重力坝, 最大坝高48.5 m, 河床复盖层厚度大于60 m。基本地震 (OBE) 水平加速度为0.30g, 最大可信地震 (MCE) 水平加速度为0.50g。地震烈度为8度和9度时, 对应的水平地震加速度分别为0.20g和0.40g, 所以当计算基本地震 (OBE) 时填写地震烈度为8度, 水平地震组合系数为1.5, 垂直地震组合系数为1.5/2, 即满足要求。

结合大坝基础处理方案, 地震荷载计算考虑有桩和无桩两种情况。大坝混凝土强度级别为A级, 相当于C20, 弹性模量为25.5 GPa , 剪切模量为10.625 GPa。砂砾石地基弹性模量为300 MPa , 剪切模量为125 MPa。砂砾石和桩的复合地基弹性模量为1 500 MPa , 剪切模量为625 MPa。

因本工程地基是软基, 故场地土类别为Ⅱ型。

设计反应谱曲线见图1。这是抗震设计中所采用的一定阻尼比的单质点体系在地震作用下的最大加速度反应随体系自振周期变化的曲线, 图中特征周期Tg=0.3 s, βmax=2.25, 阻尼比0.05。

设计反应谱的最大值β与结构阻尼值有关, 根据国内外实测阻尼数据, 强震时阻尼值增大, 而动力效应降低。

对于坝高小于50 m的低坝, 采用阻尼比5%, βmax取2.25, 是安全的, 也是合适的。

2计算程序及原理

本计算遵循EM1110-2-2200重力坝设计第5章动力分析的原则。抗震设计的动力分析采用振型分解反应谱法。

使用国际上通用的SAP5程序的微机版计算。

动力分析采用子空间迭代法, 求出结构的自然频率和振型, 以特征向量为基础, 求地震反应谱的响应, 按平方和开方 (SRSS) 组合, 求得地震响应位移和地震内力。

求解广义特征值公式如下:

KX=λMX

式中 K——N阶刚度矩阵, N是结构的总自由度;

X——迭代向量;

M——N阶质量矩阵;

λ——自然圆频率的平方。

子空间迭代法是求解方程的前p个特征值λ1, λ2, …, λp和相应的特征向量φ1, φ2, …, φp。

子空间迭代法是由3个步骤来完成的。

(1) 建立q个起始迭代向量X={x1, x2, …, xq}, (q>p) 形成子空间E1。

(2) 对p个向量用同时逆迭代来求出最好的p个特征值和特征向量。

(3) 在迭代收敛后, 用Sturm序列校核来证实所要求的特征值和特征向量已求出而没有遗漏。程序默认固有频率迭代精度的允许值为0.001。

选用变截面悬臂梁单元进行计算, 每一梁单元用上、下截面面积, 惯性矩的平均值来代表, 梁单元的质量集中到上下两个节点, 构成了有集中质量的多自由度体系, 见图2。计算出结构的7个自振频率, 经分析5个为水平振型, 2个为垂直振型。计算水平地震惯性力时取出前3个水平振型作组合, 计算垂直地震惯性力时取出2个垂直振型作组合。

地震作用组合伪位移响应法有两种方法, 一种是平方和开方组合的SRSS法, 另一种是完全平方组合的CQC法。按SRSS法组合计算, 还对各方案进行了多方向构成的CQC组合计算, 其结果与SRSS组合方法计算很接近, 故按SRSS法组合计算能够满足要求。

3溢流坝段动力计算

3.1 计算断面及单元划分

溢流坝段总高度为48.5 m, 坝段宽为12.0 m, 闸墩宽为6.0 m, 堰顶到坝基高度为43.5 m, 底孔尺寸为6 m×6 m (宽×高) 。堰顶以上闸墩分1个单元, 堰顶以下坝体连闸墩分8个单元。为了研究砂砾石坝基无桩、有桩和计及地基深度对动力计算的影响, 共计算5个方案。组合截面示意图见图3, 面积和惯性矩计算公式见下式。

分块面积计算公式:Si=BiHi

总面积计算公式: S=∑Si

形心坐标计算公式:X=∑SiXi/S

分块惯性矩计算公式:Ii=BiH3i/12+Si (X-Xi) 2

总惯性矩计算公式:I=∑Ii

3.2 计算成果及分析

经分析当坝体在坝基1 175.5 m处固定时, 第1, 3, 4, 6, 7振型为水平向振型, 以1, 3, 4振型作水平向动力响应, 第2, 5振型为垂直向振型, 以这两振型作垂直向动力响应;而当坝体在1 170.5 m处或1 165.5 m处固定时, 第1, 3, 5, 6, 7振型为水平向振型, 以1, 3, 5振型作水平向动力响应, 第2, 4振型为垂直向振型, 以这两振型作垂直向动力响应。

1 170.5 m处固定方案归一化处理后的振型曲线见图4。

溢流坝段的各方案地震频率、周期及地震惯性力汇总表见表1。表中无桩砂砾石地基弹模E=300 MPa, 有桩复合地基弹模E=1 500 MPa。

分析表1成果, 方案1由于未计入地基影响, 故地震惯性力较小, 与考虑地基影响相比, 小30%～35%。方案2和方案3虽然基础嵌入深度不同, 但同为无桩或有桩相比地震惯性力相差不大, 约相差1%, 而同一方案中无桩与有桩相比, 约相差7%。

4结语和讨论

(1) 振型分解反应谱法是目前国内外工程抗震设计普遍采用的方法, 可以较好地给出重力坝的动力响应, 满足大坝抗滑稳定计算的要求。

(2) 方案1 (在1 175.5 m处固定) , 不计地基的影响, 地震惯性力偏小, 对大坝抗震稳定性而言, 偏于不安全。砂砾石地基上重力坝地震荷载计算应考虑地基的影响。

(3) 基础嵌入深度不同对地震惯性力有一定影响, 在1 170.5 m处固定和1 165.5 m处固定的情况, 其计算成果相差不大, 故推荐考虑地基影响, 在1 170.5 m处固定的方案。

地震荷载 第3篇

近年来, 大跨度空间钢结构在世界范围内得到了广泛应用。结构杆件以承受轴向力为主, 结构形式趋于轻型和薄壁, 结构承载力常由其稳定性所控制。双向张弦梁是介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 相对于普通结构仍具有明显的受力稳定问题, 其稳定性问题值得研究, 尤其是地震荷载作用下的动力稳定性分析。

单向张弦梁结构在平面地震作用下动力稳定性由于现存判别准则存在一定的局限性, 加之张弦梁结构高度的非线性地震响应, 研究中采用有限元软件的时程分析法进行分析[1]。双向张弦梁结构虽然只是单向张弦梁结构形式的发展, 但由简单结构到复杂结构不仅仅是量的积累, 也会发生质的变化[2], 其地震荷载作用下的稳定性不能简单的认为类同于单向张弦梁, 所以本文在借鉴前人的研究成果和方法的基础上, 采用ANSYS软件的时程分析法, 提出地震荷载作用下动力稳定性的三种判别方法:索内力判别、荷载-位移曲线判别和动力响应判别, 来分析双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下的动力稳定性。

1 模型

本文的结构模型为横纵向跨度均为120m的立体桁架倒三角形的双向张弦梁结构。上部桁架和下部拉索的轴线形式均采用二次抛物线, 按7×7榀交叉布置, 每榀间距采用15m。上部桁架的倒三角形截面为等边三角形, 杆件长度3m。上部桁架的上下弦杆及腹杆均选用Q235圆钢管φ500×16, 空间杆单元LINK8, 不考虑节点连接的弯矩作用, 中间撑杆选用Q235圆钢管φ325×16, 空间杆单元LINK8, 下部索选用高强度低松弛镀锌钢丝1×370φ7, 空间杆单元LINK10。支座采用两边固定铰支座, 另两边滑动铰支座, 模型各个节点均为铰接, 模型如图1和图2。

地震波的选择为El-Centro波。其记录时长为39s, 时间间隔为0.02s, 南北向的最大加速度为341.67gal, 东西向210.14gal, 上下向-206.35gal, 本文截取中间的16s, 时间间隔为0.02s的地震波。1gal=1cm/s2。

2 稳定性分析

动力稳定性是研究结构在动力扰动下的稳定性, 与稳定理论和振动理论密切相关的研究领域。结构上的动力稳定性可以理解为当动力荷载幅值的微小增量导致结构特征响应的较大变化时, 结构可视为动力失稳, 此时所对应的荷载为结构的临界荷载[3,4]。双向张弦梁结构在地震荷载作用下的动力稳定性, 可以通过逐步加大的荷载幅值 (地震波加速度峰值) 为参数, 对应每一荷载幅值作一次动力非线性时程分析, 记录结构特征响应;然后根据结构的特征响应 (节点位移随时间变化的情况) 来确定结构的临界荷载值。

双向张弦梁结构保持整体稳定性首先要保证索不能发生松弛。其在三向地震荷载作用下可能出现的失稳形式有两种:第一, 整个结构向上拱起变形, 上部桁架节点的竖向位移达到最大值的同时索发生松弛;第二, 整个结构向下变形, 索受拉的同时节点位移达到最大值。第一种失稳形式主要由索的松弛控制, 即索内应力为零控制;第二种失稳形式主要由节点最大位移控制, 即节点的荷载-位移曲线控制。针对不同的失稳形式应该采用不同的判别标准。因此本文采用索内力判别和荷载-位移曲线判别两种方法。另外根据其荷载形式提出一种新的判别方法———动力响应来判别, 即结构特征节点的位移时程曲线。

本文在进行三向地震荷载作用下的动力稳定性分析, 南北向地震波加速度峰值分别取为341.7gal、700gal、1500gal、2000gal、3000g al和4000gal。

2.1 索内力判别

结构在三向地震荷载作用下发生第一种失稳变形时, 节点最大位移随加速度峰值的变化情况如图3, 可以看出节点最大位移随加速度峰值近似线性变化, 由此并不能确定结构的临界荷载值。Z1榀上部桁架下弦节点在不同加速度峰值作用下的Y向位移如图4。在加速度峰值700gal以下为弹性变形阶段, 节点位移小于0.2m。在1500gal～3000gal之间为塑性变形阶段, 变形规律基本相同, 靠近固定铰支座的1/3跨度处节点位移最大, 向两侧逐渐减小, 靠近滑动铰支座的1/4跨度处节点位移为零。达到4000gal时, 与3000gal时相比较, 两侧支座处局部节点位移有突起, 最大节点位移变化不大。

时刻 (t=2.10s) 索内轴向应力如表1, 选取中间Z2榀索单元。加速度峰值为1500gal时, 索内应力为正, 且大于10MPa, 未松弛;2000gal时, 部分索单元轴向应力为零;3000gal时, 只有一个索单元轴向应力不为零, 即将松弛;达到4000gal时, 整条索单元应力全为零, 索呈松弛状态。加速度峰值为3000gal和4000gal时, 结构各榀索单元的轴向应力分别如表2和表3。表中数据显示, 3000gal时虽然索并未松弛, 但已有一半多的索单元应力为零;4000gal时已有超过5/6的索单元应力为零, 可认为此刻整个结构的索都已呈松弛状态, 结构丧失稳定性。

可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。

2.2 荷载-位移曲线判别

结构在三向地震荷载作用下发生第二种失稳变形时, 节点最大位移随加速度峰值的变化情况, 即结构的荷载-位移曲线如图5, 3000gal以下, 节点最大位移随加速度峰值近似线性变化, 动力响应保持稳定;达到4000gal时, 节点最大位移显著增加, 位移值达到1.2m, 为跨度的1/100, 结构丧失稳定性。Z1榀上部桁架下弦节点在不同加速度峰值作用下的Y向位移如图6, 3000gal以下, 节点位移变化不大, 位移小于0.5m;达到4000gal时, 节点位移显著增大, 最大值已超过1.0m, 结构丧失稳定性。

可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。

2.3 动力响应判别

结构的动力稳定性可以从其节点的动力响应———位移时程曲线中得到诠释。选取结构Z1榀上部桁架上弦63号节点为特征点, 其在不同加速度峰值作用下的位移-时间曲线如图7～图12。700gal以下结构处于弹性工作阶段, 节点在零平衡位置处上下波动;1500gal时, 节点的位移-时间曲线出现了两个平衡位置, 前8秒的零平衡位置, 后8秒的位移值为-0.15m的平衡位置, 此刻结构进入塑性工作阶段;3000gal时平衡位置已经不明显了;4000gal时平平衡衡位位置置消消失失, , 节点的位移响应出现游离, 节点位移随着时间逐渐增大, 位移最大值接近1m, 结构丧失稳定平衡。

可以判断出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000～4000gal之间。

3 结论

通过以上三种方式的判别均得出双向张弦梁结构在三向地震荷载作用下动力稳定的临界荷载值在3000gal～4000ga之间。说明对于双向张弦梁这种介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 采用根据失稳形式而选取的索内力判别和荷载-位移曲线判别的必要性和合理性, 采用根据荷载形式而选取的结构动力响应判别方法的可行性, 为以后的工程设计提供参考

摘要：双向张弦梁作为一种新型的大跨度空间钢结构形式, 是介于刚性结构和柔性结构之间的杂交结构体系, 相对于普通结构具有明显的受力稳定问题, 其稳定性问题值得研究, 尤其是地震荷载作用下的动力稳定性分析。本文针对双向张弦梁结构在三向EL-Centro波作用下的动力特性, 提出地震荷载作用下动力稳定性的三种判别方法:索内力判别、荷载-位移曲线判别和动力响应判别, 来确定结构动力失稳的临界荷载值, 以此了解双向张弦梁结构的动力失稳特点, 为以后的工程设计提供参考。

关键词：双向张弦梁,地震荷载,动力稳定性,判别,临界荷载

参考文献

[1]马晨音.平面张弦梁结构在地震作用下的动力稳定性分析[D].天津大学硕士学位论文, 2005.

[2]沈世钊, 陈昕.网壳结构稳定性[M].北京:科学出版社, 1999.

[3]李忠学, 沈祖炎, 邓长根.杆系钢结构非线性动力稳定性识别与判定准则[J].同济大学学报, 2000, 28 (2) :148-151.

[4]郭海山, 钱宏亮, 沈世钊.地震作用下单层球面网壳结构的动力稳定性[J].地震工程与工程振动, 2003, 23 (1) :31-37.

[5]李围.ANSYS土木工程应用实例 (第二版) [M].北京:中国水利水电出版社, 2006.

[6]冯强.弦梁结构稳定性分析[D].北京工业大学工学硕士学位论文, 2004.

[7]李会军.拉索预应力带肋单层球面网壳的动静力及稳定性研究[D].辽宁工程技术大学硕士学位论文, 2006.

[8]杜学英, 徐忠根.张弦梁结构动力稳定判断方法探讨[J].广州大学学报 (自然科学版) , 2005, 4 (3) :267-271.

[9]李双蓓, 刘立国, 倪骁慧.结构稳定性研究的现状和新方法的探索[J].广西大学学报 (自然科学版) , 2004, 29:107-111.

地震荷载 第4篇

作为架空输电线路的主要承重构件高压输电杆塔, 其安全性直接影响国民的日常生活和电力系统的正常运行。杆塔基础选型和施工方法对其安全性有很大影响[1,2], 但这可以在设计和施工之前完美解决, 然而作为一种无法预知的自然灾害, 地震的破坏力无法估计, 高压输电杆塔在地震作用下能否保持其安全性就显得尤为重要, 直接关系国计民生。在此背景下本文研究了地震作用下高压输电杆塔的分析, 这对评估杆塔的安全性以及如何提高杆塔抗震能力都有重要的指导意义。高压输电杆塔作为钢结构的一种, 其计算可以参考钢结构的计算原理, 目前在地震作用下钢结构的分析方法主要有以下几种方法, 将地震作用分别按外荷载, 惯性力, 瞬态动力响应, 谱响应计算, 文中分别采用了按外荷载和谱响应的分析方法对高压输电杆塔进行研究, 分析结果可以采用有关规范进行评估, 并提出一种参考[3]。

1 地震作用分别按外荷载和谱响应处理的基本理论

1.1 地震作用按外荷载处理的基本理论

用ANSYS计算高压输电杆塔在地震影响下内力时, 把地震作用按外荷载处理, 并采用地震作用对高压输电杆塔简化的计算方法[4], 地震作用简化计算的表达式为:

或P=βαmaxG/A (当为面荷载时) (2)

式中, G为构件重量;β为动力放大系数, 一般取5.0;αmax为水平地震影响系数, 根据设防烈度查阅相关资料获得。

由式 (1) 得到地震作用力, 考虑到分项系数γ和组合系数ψ的影响, 取γ=1.3, ψ=0.5[5], 组合得到地震作用于高压输电杆塔的外荷载, 再与风荷载等其他荷载组合得到总的荷载, 然后平均地施加在高压输电杆塔的节点上, 用ANSYS进行静力计算分析。首先查阅相关资料确定当地的风压标准值w0, 高压输电杆塔表面上的风荷载设计值, 应按下述公式计算:

式中, βz为高度z处的风振系数;μz为风压高度变化系数;μs为风荷载体型系数;k0取1.1。

确定受风面积A1 (正立面) 和A2 (侧立面) , 其面积根据其尺寸确定, 本文以正立面A1为例 (即与Y方向垂直的面) , 再由公式:

计算迎风面的受力。根据前面介绍水平地震荷载标准值:P=βαmaxG, β和αmax都可作为已知数据, G为高压输电杆塔重量, 可以根据ANSYS加载计算得到, 最后把风荷载和地震作用组合采用如下公式:

式中, γw和γEh分别为考虑风荷载和地震作用组合的分项系数。

得到节点力为:

式中, N为高压输电杆塔节点总数[6]。

1.2 谱分析及地震作用按谱响应处理的基本理论

谱分析是一种将模态分析结果和已知谱联系起来的计算结构响应的分析方法, 主要用于确定结构对随时间变化载荷 (地震等) 和对随机荷载的动力响应[7]。用ANSYS分析高压输电杆塔在地震影响下响应时, 把地震作用按地震谱响应处理, 根据GB 50011-2010《建筑抗震设计规范》中通用的水平地震影响系数 (α) 和结构体系自振周期 (T) 的关系曲线 (如图1所示) 可以得到地震谱数据。

其中α为地震影响系数;αmax为地震影响系数最大值;η1为直线下降段的下降斜率调整系数;η2为阻尼调整系数;γ为衰减指数;T为结构自振周期;Tg为特征周期。αmax和Tg的取值由GB50011-2010《建筑抗震设计规范》中表5.1.4-1和表5.1.4-2确定。对高压输电杆塔进行地震谱响应分析时, 根据水平地震影响系数曲线以及结构所在场地类别和设防烈度计算出具体结构的水平地震影响系数, 然后进行下一步分析[5,6]。谱分析的主要步骤有建立模型、求得模态解、求得谱解、扩展模态、合并模态和观察结果[7]。假设高压输电杆塔所处Ⅰ类场地, 抗震设防烈度为8度, 这样可以得到αmax=0.25;Tg=0.3, 由图1地震影响系数曲线得到水平地震谱数据, 为后面ANSYS中谱值表提供频率和谱值等原始数据 (后面图6所示) 。

2 高压输电杆塔的有限元建模

对于一个包含上千数量杆件的输电塔, 需采取一种更合理的方法, 避免ANSYS建模过程中出现数据传递混乱的现象, 最终达到一种比较理想的结果。本文采用AUTO CAD和ANSYS共同建模, AUTO CAD是一款非常优秀的三维造型软件, 并被工业界广泛认可, 这里主要利用了它的便于观察、操作流畅, 能方便检查模型的正确性等优势, 在AUTO CAD中建好模型然后再导入到ANSYS中, 最后在ANSYS中定义材料物理属性, 进行网格划分, 施加边界条件。本例采用的高压输电线路杆塔, 其在CAD中的大样图如图2所示[8]。

塔身总高为38.9 m, 具体到ANSYS采用混合模型角钢塔, 塔身主材采用钢节点梁单元, 其他塔材采用铰接点杆单元, 梁单元采用BEAM188可以精确模拟角钢形状, 同时可以反映节点偏心的影响, 杆单元采用LINK8 3-D Spar单元, 把塔身主材分为6段参考图1所示尺寸, 采用Q345角钢, 由下到上每一段角钢尺寸分别为L180×18、L180×16、L160×16、L160×14、L140×12、L100×10, 其他塔材分为4段, 采用Q235角钢, 如图1所示尺寸都为L63×5、把图形导入到ANSYS中, 最后在ANSYS中定义各部分材料物理属性, 进行网格划分, 施加边界条件 (4个脚部全部采用全约束) 后得到如图3所示图形[9,10]。

3 结果分析

按外荷载处理下ANSYS中模拟分析, 根据前面提供的方法, 在ANSYS中求解处理后, 得到加载时高压输电杆塔的变形和应力分布云图如图4和图5所示[11]。

然后进行谱分析, 在谱值表中输入与频率对应的谱值即水平地震影响系数见图6所示。

模态扩展设置计算方法为子空间迭代法, 扩展模态设置为12, 单元计算设置为Yes, 门槛值设置0.005, 用当前载荷步求解。模态合并设置为谱分析, 设置组合方式SRSS, 门槛值设置0.02, 输出类型设置Displacement, 最后用当前载荷步求解。时程后处理, 频率计算结果如表1所示, 绘制顶部中间节点变量随时间变化的历程曲线图 (谱响应曲线) 如图7所示[12,13]。

从以上分析可以得到最大变形在顶部, 其值AA=172.182 mm;最大应力在脚部主材上, 其值AA=250 MPa, 主材选用的Q345角钢, 屈服应力为345 MPa, 其值远小于屈服应力。由GB 50135-2006《高耸结构设计规范》规定在地震荷载 (标准值) 作用下, 高耸结构任意点的水平位移不得大于该点离地高度的1/100[14], 根据塔高38.9 m, 算例中其值为0.004 4小于0.01符合规范要求。图7绘制了高压输电杆塔顶部中间节点相对位移随时间变化曲线, 在地震作用影响的整个过程中该节点振动的最大幅值为3.6mm。本文的重点是提出此类方法为输电杆塔遭遇真实地震作用前进行安全性评估, 分析的目的在于验证当地震作用下高压输电杆塔能否保持其安全性, 为其提前做好防灾减灾提供理论指导和技术支撑, 应用文中提出的两种方法来验证其安全性, 评论杆塔结构的抗震能力等方面具有一定的参考价值。

4 结语