极限安全地震动下主厂房的应力应变发展

极限安全地震动下主厂房的应力应变发展

1结构体系及设计核电厂的抗压设计通常基于《工厂抗压设计规范》（gb5027-97）。在本规范中，现场振动一般分为安全振动和极限安全振动。其中,运行安全地震动为在设计基准期内50年超越概率为9.5%的地震动,大致相当于《建筑抗震设计规范》(GB50011—2010)中的中震水平,而极限安全地震动为在设计基准期内50年超越概率为0.1%的地震动,严格来说,要强于文献中的大震;同时,文献还按厂房对核安全的重要性将其分为Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ类物项,其中,Ⅰ、Ⅱ类物项为与核安全有关的物项,而Ⅲ类物项与核安全无关。对于Ⅰ、Ⅱ类物项,须保证结构在极限安全地震动下保持弹性,而对于Ⅲ类物项,只须按照国家现行的有关抗震设计规范进行抗震设计即可。本文中计算的厂房划分为Ⅲ类物项,按照文献进行抗震设计,但由于其与主厂房之间仅有300mm的变形缝,而主厂房是与核安全有关的Ⅰ类物项,因此,有必要对其进行弹塑性分析,以判断结构在遭遇极限安全地震动时是否会进入塑性,假如进入塑性又会发展到什么程度,是否会发生倒塌从而影响主厂房的安全。文献给出了建筑结构在特定水平地震下的弹塑性变形验算方法:静力弹塑性分析和弹塑性时程分析法。其中弹塑性时程分析法由于其分析技术复杂,计算工作量大,在一些关键环节上(输入地震动,构件恢复力特性)存在较大的不确定性,因此本次分析未采用。本工程采用静力弹塑性分析,即Pushover分析。本厂房为单层框排架结构,结构高度18.5m,纵向长度39.6m,横向长度21m,屋面采用压型钢板-混凝土组合楼盖,并设置屋盖支撑,中部三榀为排架,山墙为带支撑框架,钢支撑设置在抗风柱之间,结构在7m和14.3m标高处设置纵横向连系梁。14.3m标高以下柱截面尺寸为600×1200,14.3m标高以上柱截面尺寸为600×600,抗风柱截面尺寸为600×800,纵向梁截面尺寸为400×800,横向梁截面尺寸为400×700,设置支撑处梁截面加宽为700,钢支撑截面为双角钢2L160×16。混凝土强度等级C35,钢材选用Q345B。2模型的构建2.1计算模型根据设计图纸,在SAP2000中建立三维有限元模型如图1所示:建模时,梁、柱及支撑均采用框架单元模拟,屋面板采用壳单元模拟。2.2模型计算结果分析SAP2000中可以采取两种类型的铰模型模拟梁、柱构件进入塑性后的变形性能:离散铰和离散纤维铰。其中,离散铰可通过预先输入构件截面的配筋量,然后在程序中自动生成构件的力-位移塑性变形参数。另外一种是离散纤维铰,其原理与纤维模型基本相同,只是由于其仍然属于铰模型,所以在程序中需指定塑性铰长度,即杆件沿长度方向并未划分若干积分区段,而是在一定位置人为指定塑性区域。以上两种模型中,离散铰模型的优势在于可以直观地查看各构件在地震作用下的铰出现过程及各铰的发展状态;而离散纤维铰模型可以查看各构件截面不同位置处钢筋及混凝土材料的应力应变发展情况。但是,多次计算比较后发现,对于本工程,离散铰模型与离散纤维铰模型的计算结果有较大差别,主要表现在基底剪力-顶点位移曲线和性能点两个方面;其中,离散铰模型计算所得性能点显示,结构在极限安全地震动下依然保持在弹性范围,而离散纤维铰模型的计算结果表明,结构此时已经进入塑性,部分结构构件已退出工作。根据工程经验判断,离散纤维铰模型的计算结果较为合理,因此本次分析采用离散纤维铰模型进行计算。由于离散纤维铰模型是直接基于材料本构关系进行非线性分析的,因此需定义材料的本构关系。根据《混凝土结构设计规范》(GB50010—2010)附录C.2的规定,混凝土的单轴抗压强度代表值可根据实际结构分析的需要选取,本工程混凝土采用C35,因此分析时取其轴心抗压强度标准值23.4MPa,曲线参数按程序默认值,钢筋及钢材的材料本构关系采用程序的默认值。由于本结构中各梁、柱截面高度差别较大,本次分析时为简化处理,框架单元纤维铰长度采用了程序自带的默认值,塑性铰区等效长度取为单元长度的0.1倍,设置在单元两端,相对位置0,1。经过计算发现,对于本工程,塑性铰区长度对结构的变形性能影响并不大。对于构件的剪切变形,目前常用的处理办法主要有:1)设置剪力铰;2)考虑剪切变形弹塑性刚度,将纤维的应力、应变修正为有效应力、有效应变,从而得到纤维切线刚度和截面刚度矩阵的关系。由于第二种方法在程序中无法实现,本次分析采用第一种方法。对于柱间钢支撑,在单元中部设置轴力铰,采用程序默认值。此轴力铰由程序自动生成,图2所示为某钢支撑的塑性变形曲线。从中可以看出,其考虑了一定的钢支撑受压能力。计算过程中发现,如果在模型中建立交叉支撑,在侧向推力的作用下,交叉支撑中受压的杆件很快会退出工作,这一特性虽然与实际情况吻合,但会影响计算的收敛性。因此,推覆分析时,去掉了交叉支撑中受压的杆件,只保留侧向推力的作用下受拉的杆件。2.3结构的振型加载模式侧向荷载的分布方式,既要反映出地震作用下的各结构层地震力的分布特征,又应使所求得的位移能较准确地反映地震作用下结构的位移状况。一般情况下,难以用一种荷载分布方式较准确地反映结构全部的变形及受力作用,因为不论用何种分布方式,都将使得和该加载方式相似的振型作用得到加强,而其他振型的作用被削弱。而且在强震作用下,结构进入弹塑性状态,结构的自振周期和作用力大小及分布方式也因之变化,楼层地震作用的分布不可能用一种分布方式来反映。因此,应采用两种或两种以上的荷载分布方式进行Pushover分析。常用的几种侧向力加载模式如下:(1)均布荷载模式。即假定作用于结构的地震荷载使每层产生的加速度相同,因此每层的地震力均相同。程序中在每一节点的力和分配给节点的质量成正比,且作用在指定的方向。(2)倒三角分布模式。其实际上是基于底部剪力法的侧向力分布方式。(3)振型加载模式。程序中在每一节点的力与振型位移、振型角频率平方及分配给节点的质量成比例,同时力作用于振型位移方向。对于本工程,多次计算结果表明,不同加载模式对结果的影响并不大。因此,分析中加载模式只采用振型荷载分布方式。此外,本工程也无需考虑高阶振型的影响。3结构抗疲劳性能评价3.1结构的横向推覆分析目前对目标位移的求解主要有三种方法:1)系数法;2)能力谱法;3)等效单自由度法。研究结果表明,采用系数法和等效单自由度法求得的最大顶点位移和最大层间位移与时程分析方法所得结果误差通常在20%以内;而能力谱法求得结果相对偏小,但计算结果不散乱。本次分析采用能力谱法。能力谱法的核心思想是:首先将静力推覆分析得到的反映结构自身受力性能的基底建立-顶点位移曲线经过变换,得到用谱加速度和谱位移表示的能力谱,然后与反映地震作用的需求谱放在同一坐标系内,求出性能点,从而评价其变形性能。在SAP2000中,需求谱及性能点求解是一个反复迭代的过程,由程序自动完成。其中,由于程序中自带的地震反应谱不是极限安全地震动下的加速度反应谱,所以需将极限安全地震动的地震反应谱进行等效代换,极限安全地震动的地震反应谱控制参数如表1所示。通过比较两种谱的相关参数,取2.5CA=0.81,CV/2.5CA=0.6,得CA=0.324,CV=0.486。结构固有阻尼取为0.05。结构行为类型取为A类。对结构进行横向推覆分析,得到其基底剪力-顶点位移曲线如图3所示;极限安全地震动下,性能点的求解如图4所示,达到性能点时,结构的基底剪力为6748kN,顶点位移为133mm,层间位移角为1/139。3.2柱脚截面弯矩-转角曲线通过查看达到性能点时各构件截面的力-位移曲线以及不同位置处材料的应力应变情况,即可明确地得知结构在特定地震作用下的变形性能。以下给出主要柱的计算结果,图中曲线上的点即为达到性能点时相应的状态。(1)山墙图5为山墙框架柱柱脚截面的弯矩-转角曲线,图6为山墙框架柱柱脚截面上不同位置处钢筋的应力-应变曲线,图7为山墙受拉抗风柱柱脚截面的弯矩-转角曲线,图8为山墙受拉抗风柱柱脚截面上不同位置处钢筋的应力-应变曲线。从中可以看出,在极限安全地震动下,柱600×1200柱脚截面弯矩为2359kN·m,转角为0.0018,最外侧钢筋刚进入屈服阶段,离倒塌尚有较大的安全裕量。从中可以看出,在极限安全地震动下,抗风柱由于钢支撑较大的拉力作用,柱脚截面弯矩承载力很小,而转角较大,为0.0038,全截面钢筋几乎均进入屈服阶段,可以认为此时抗风柱已破坏。(2)中部排架柱图9为中部排架柱柱脚截面的弯矩-转角曲线,图10为中部排架柱柱脚截面上不同位置处钢筋的应力-应变曲线。从中可以看出,在极限安全地震动下,中部排架柱柱脚截面弯矩为2761kN·m