土-结构动力相互作用

土-结构动力相互作用（精选8篇）

土-结构动力相互作用 篇1

地震时土体与结构的相互作用是一个普遍存在的问题。由于土层的存在,结构界面存在波的散射和折射问题,自由场的动力反应会有所改变,考虑土与结构的动力相互作用将显著地改变结构系统动力响应的性质和特性。目前,在建筑物的抗震设计中,对桩基础和上部结构基本依旧采用分离设计的方法,即对上部结构和桩基础分别进行设计,上部结构设计中一般不考虑由于土—结构动力相互作用的影响。随着科学计算技术的迅猛发展和试验手段的不断改进,重大和复杂体系工程的不断建造,促进了土与结构动力相互作用的深入研究,取得了丰硕的研究成果。

1 研究背景及现状

最早的土—结构相互作用问题研究可以追溯到1904年Lamb对弹性地基振动问题进行的分析,他得到了二维与三维弹性半空间上作用点荷载时的稳态和瞬态解。1936年,Reissner在简化边界情况下通过对Lamb解的积分,研究了弹性半空间表面刚性圆盘基础板在竖向荷载作用下的振动问题(即基础振动问题的Reissner理论),奠定了土—结构相互作用问题研究的基础。关于土与结构相互作用研究工作的大规模开展主要始于20世纪50年代,研究工作大致分以下三个阶段:

20世纪50年代～60年代为第一阶段,属于基本理论的准备阶段。这一阶段的主要研究工作是求解无限地基上刚性基础的动力阻抗,从而建立振动力与位移的关系,研究方法多以求得一定边界条件下的解为主。1956年,Bycroft.G.N.得到弹性半空间表面刚性圆形基础板的竖向、水平向、摆动、扭转振动的瞬态和稳态解。Kobori在1962年以及Thomson在1963年得到了矩形基础的解。1966年,Lysmer J.等对Reissner的解进行修正。1967年,Parmelee利用上述Bycroft于1956年得到的解建立了土—结构动力相互作用的基本方程,反映了土—结构之间在振动过程中的能量关系,初步揭示了动力相互作用现象的一些基本规律。

20世纪70年代～80年代中期为第二阶段,是土与结构相互作用计算方法的发展阶段。这一阶段除了应用解析方法继续深入地求解地基的动力阻抗外,有限元方法、边界元方法和有限差分方法等数值方法进入了土与结构相互作用分析中,使得相互作用问题的研究范围大大拓宽。这一阶段主要研究内容包括:1)考虑土与结构相互作用的各种影响因素:基础的形状、基础的埋深、基础与地基之间发生脱离等;2)地震波输入对相互作用的影响:包括面波、体波(P波、SV波、SH波)不同波形以及不同的输入方向等;3)分析方法:子结构法和整体分析法都得到了发展,但主要进行的是频域分析。

20世纪80年代中期以后是土与结构相互作用研究发展的进一步深化阶段,这一阶段有两个重要的发展方向:1)日本、美国等国家开始进行大规模的模型试验和现场振动试验,研究各种因素对相互作用的影响,研究相互作用下的效果;2)随着计算机计算速度的提高,使得时域分析方法在相互作用问题的研究中得到了广泛应用,使相互作用的研究从线性问题发展到非线性问题。

2 主要研究方法

土体—结构动力相互作用的研究方法可总结为以下几种:1)原型观测(包括现场震害调查和足尺试验);2)模型试验(主要是动力离心模型试验,实验室内小比例模型试验);3)数理模型与计算方法。按求解域可分为时域法和频域法;按结构体系可分为整体分析法和子结构法;按求解方法可分为解析法、数值法、数值解析结合法以及集中质量法,也可以分为确定性时程分析和随机振动分析等等。具体可见图1。

土—结构动力相互作用的机理十分复杂,描述其动力学行为的数学模型(通常为一组控制方程)也十分复杂。目前线性小变形动力相互作用问题的求解方法已达到相当高的水平,但非线性大变形问题却有很多问题尚待解决。在各类复杂形状的结构物与地基系统条件下,考虑各种复杂的土介质非线性动力特性以及考虑波场作用问题,结合具体问题的边界条件,寻找简捷而有效的计算模型及方法来求解相互作用问题,是现在此研究领域的核心课题和难点之一。

由于地震载荷具有随机性、难以预测性以及土体与结构物及其系统本身的复杂性,目前还没有哪一种手段能够独立地对土体—结构动力相互作用问题进行全面而真实的解释和模拟。只有将这些不同的手段有机结合起来,才可能真正揭示动力相互作用问题的机理,并对其行为和过程进行较为准确的描述。具体来说,通过模型试验和原型观测结果部分的或定性的再现实际现象、解释物理机制、推断变化过程、总结特性规律和分析灾变后果,在此基础上建立合理的能够反映实际动力相互作用规律的数理分析模型,发展相应的解析或数值分析方法,再通过模型试验和原型观测结果加以验证。这是研究和解决动力相互作用这一复杂问题较为合理的途径。

3 研究的难点与未来的研究趋势

经过最近几十年的努力,土体与结构动力相互作用问题的理论和应用研究已经取得了非常大的进展,但是由于土—结构动力相互作用问题的复杂性,特别是强震环境下的动力相互作用分析不能够真实地模拟工程实际,因此在这一领域仍有许多问题有待研究者进一步深入。从当前的研究水平和发展方向来看,以下几个问题值得深入研究:1)震害调查和原型观测资料的收集和积累问题。土—结构相互作用分析主要的不确定因素之一是缺乏必要的实际数据,而震害是最真实的“原始试验”,通过对地震区灾害的调查,可以对土—结构相互作用分析提供重要的理论依据和实际破坏数据,推动土—结构动力相互作用研究工作的深入。2)土—结构接触面动力特性的描述问题。土—结构接触面属于不同介质的接触面问题,有关其力学作用机理目前还不完全清楚,需要进一步深入研究和试验验证。3)土—结构动力相互作用系统的非线性分析研究。从材料本身来说,在动力作用下土及结构材料都将表现出非线性,考虑非线性更加符合结构体系的实际工作状态。由于土体的本构关系非常复杂,在动力作用下尤甚,土体采用什么样的本构关系对相互作用体系的分析影响非常大。在工程实践中地基土体表现出明显的成层性,所以目前在土—结构动力相互作用分析中土体采用横观各向同性甚至各向异性模型更能符合实际。4)土—结构动力相互作用的试验研究。这其中包括土体材料的阻尼问题,地震波的输入问题,试验的方法,模型的选取等。目前关于土—结构动力相互作用问题的试验资料甚少,开展此类研究,更能直接观察和研究土—结构动力相互作用的机理和本质。

摘要：对土—结构动力相互作用的研究历史与现状进行了介绍,简要阐述了当前土与结构动力相互作用的研究方法,并对该领域今后的研究工作提出了建议,从而促进土与结构动力相互作用的深入研究。

关键词：土—结构动力相互作用,研究方法,地震工程学,现状,趋势

参考文献

[1]胡聿贤.地震工程学[M].北京:地震出版社,2006.

[2]陈清军,姜文辉,李哲明.桩—土接触效应及对桥梁结构地震反应的影响[J].力学季刊,2005,26(4):609-613.

[3]方志,陆浩亮,王龙.土—结构动力相互作用研究综述[J].世界地震工程,2006,22(1):57-63.

[4]于晨芳,徐晓霞,丁晓明.结构—基础—地基共同作用的理论分析方法[J].山西建筑,2009,35(5):81-82.

[5]范生海.土—结构动力相互作用的研究方法[J].盐城工学院学报,2008,21(4):64-67.

土-结构动力相互作用 篇2

摘要：为更深入认识复杂高层建筑相互作用体系的动力响应特性，结合具体工程背景分别采用罚函数算法和无限单元描述界面接触特性和动力边界，并在此基础上建立大规模深圳老街地铁车站上部结构-地下结构-地基完全相互作用体系三维有限元模型，针对场地土层对基岩输入地震动的影响，对地下连续墙动土压力变化规律以及结构动力响应特性进行了分析，对深圳老街地铁车站结构完全相互作用体系抗震性能进行了评价，可为相关工程设计和具体实践提供参考。

关键词：地基；时程分析；水平地震力；动力响应；数值分析

中图分类号：P315.9 文献标识码：A 文章编号：1000-0666（2016）04-0680-06

0 引言

使用传统设计方法分析高层结构中地震反应时，往往把地下结构与上部结构分开来考虑。上部结构底部简化为刚性固端，再将上部结构底部反力施加于地下结构上进行地下结构抗震设计。一般来说，采用传统抗震设计方法有时会得到比较保守的结果，因为上部结构-地下结构-地基基础体系的相互作用，会增大结构体系的振动周期和阻尼，使考虑相互作用的结构地震作用小于传统抗震设计方法的结果。但是，当建筑物处于复杂地基场地或地下结构刚度较小时，由于完全共同作用体系（地基-地下结构-上部结构）的协同作用行为使体系的振动周期延长，可能使振动卓越频率与地面运动卓越频率接近，从而引起整体结构的惯性力增大，是偏于不安全的，这已被多次地震震害所证实（Chaudhary et al，2001；Makris et al，1996；Saadeghvaziri et al，2000；Wolf，Song，2002；Zheng，Takeda，1995）。例如1995年阪神地震中神户3号新干线长高架结构和1985年墨西哥地震中许多结构倒塌破坏的主因就是在设计中未考虑地基相互作用效应的影响。随着高层建筑的高耸化与结构型式复杂化，传统理论计算并辅以概念设计的抗震设计方法越来越不能适应具体复杂型式高层建筑结构工程设计的需要，从完全共同作用分析方法角度考虑地基-地下结构-上部结构的相互作用效应，深入分析复杂高层建筑结构非线性动力性态和抗震性能，并在此基础上建立有效的数值模拟技术和实用分析方法显得尤为迫切和重要。这对于完善与发展高层建筑抗震设计理论，对于工程实践和安全性评价具有较大的参考价值和指导意义（戴启权等，2015；蒋玉敏等，2016；周凯等，2015；朱秀云等，2016）。

随着近年来计算理论和硬件技术的发展进步，使得进行考虑复杂场地-结构完全相互作用研究成为可能。本文结合具体工程背景，通过建立大型三维上部结构-地下结构-地基完全相互作用体系动力有限元数值模型，分别采用罚函数算法和无限单元描述界面接触特性（Hibbitt et al，2013）和动力边界（李录贤等，2007；谢洪阳等，2007），并在此基础上，针对水平地震力作用下上部结构-地下结构-地基完全相互作用动力响应进行分析，可为工程设计和具体实践提供参考。

1 工程概况与数值模型

实际工程三维结构数值模型如图1所示，为19层复杂高层建筑结构，地下4层，地上15层。主体高度58.8 m；抗震设防类别和等级为乙类一级，设防烈度VII度，设计分组为第1组，地震加速度0.1 g。结构平面和空间布局分布不对称，且裙楼和塔楼之间存在高位转换层，转换层高度为28.9 m，转换层以下共6层，转换层以上共9层；转换层以下的1～4层存在越层、空洞结构，且竖向构件不连续。地基部分选取若干典型钻孔土层截面进行均一化处理，将剪切波速大于500 m/s作为基岩深度判别原则，截取场地计算域深度25 m。为进一步避免动力边界效应，具体数值计算中土体边界采用逸散无限元边界单元CIN3D8，场地土采用Mohr-Coulomb弹塑性本构模型，具体采用三维8节点减缩积分单元C3D8R，各土层有限元数值计算参数见表1所列。其中，无限单元设置剖分因ABAQUS平台不支持CAE环境下自动设置操作，仅能基于外挂命令流程序编辑器“Keywords Editor”，通过编写命令流程序行得以实现，具体涉及到的命令流关键格式为“*NODE，NSET=NINF 结点编号n，n结点x坐标，n结点y坐标，n结点z坐标（节点循环）”和“*ELEMENT，TYPE=CINPE8，ELSET=ELINF单元编号n，单元n结点号a，单元n结点号b，……，单元n结点号h（单元循环）”。对于接触面单元，则通过CAE环境下，将结构面和地基土面分别设置成“Master Surface”和“Slave Surface”，进而建立Contact Pair接触对，接触对允许法向硬接触、脱空和切向摩擦错动行为，ABAQUS程序平台中具体采用了罚接触算法进行非连续求解迭代。基于ABAQUS大型有限元数值平台建立其三维上部结构-地下结构-场地地基有限元数值模型，如图1所示。模型结点总数179 133，单元总数117 092，具体数值计算利用64位32核CPU-64G内存DELL T7600高性能台式工作站完成。首先进行地基场地重力地应力平衡计算，其后进行的弹塑性时程分析中仅考虑结构刚度相对较小的x向单向水平地震力作用，基岩所输入的地震动加速度时程，是结合场地特点和规范地区设计反应谱，并基于陈国兴（2007）以及崔春义等（2016）所述人工地震动合成方法得出的，所合成基岩深度加速度时程曲线如图2所示。

2 计算结果及分析

图3为典型深度处加速度反应谱对比图。由图可见，地震波由基岩传递到地表，地表输出加速度反应谱值变大，加速度反应谱极值由0.7 m/s2增加到1.1 m/s2，卓越周期平台变宽，谱极值对应周期变长。这充分说明了该场地地基土层将地震动高频成分过滤的滤波放大效应，此种效应分别在典型深度处地震加速度傅里叶谱（图4）及功率谱（图5）中亦表现显著。由图4、5可见，频宽变窄，高频成分亦减弱，谱幅极值变大。加速度傅里叶谱和功率谱极值水平在地表深度较在基岩处均有明显增加。

各楼层加速度反应谱对比情况如图6所示。由图可见，加速度反应谱曲线极值幅值水平随高度变化情况与图7所示的各层时程加速度最大值变化规律一致。其中，地下结构部分因埋置作用，从底板到地表楼板处，除底板地震动输入外，外围地基对地下结构沿墙面法向亦存有附加地震动额外输入。这样，额外输入对地下结构临近层间加速度反应谱幅值和卓越平台宽度变化存在显著影响。不同地，因地表以上结构体系沿高度无地震动的额外扰动，所以从地上第1层开始临近层间加速度反应谱卓越平台宽度变化不明显。图7所示为加速度各楼层最大值变化图（图中地下第4层楼层号为-4，依次递增）。由图可见，各楼层加速度时程最大值在地下第3层、地上第2层、第5层和第11层有明显加速度随高度变化拐点。其中，结构体系加速度最大值发生地下第2层，水平最大加速度幅值为0.77 m/s2。

结构体系各层水平位移最大值随高度变化情况如图8所示。由图可见，各层水平位移最大值随高度变化呈现逐渐增大的特征，且曲线变化无明显突变拐点，结构体系水平位移最大值幅值为3.37 cm。图9所示为结构体系各层层间位移角最大值随高度变化情况。从图中可以看出，结构体系各层层间位移角最大值幅值为1/1 350（<1/800），处于地上第13层，各层时程最大层间位移角均满足规范要求，在地下第1～2层、地上1～2层、8～9层、11层和13层等层间位置具有质量刚度以及结构布局突变，存在层间位移角沿高度的变化拐点，但变化趋势不大，均满足规范要求。

地下结构垂直地震作用方向两侧边墙侧向土压力最大值随深度变化情况如图10所示。由图可见，在0～15 m深度范围，地下结构两侧边墙侧向土压力最大值随深度基本呈现逐渐增大的特征，最大幅值水平为119.43 kPa。因接近基底一定深度范围内土压力侧向变形较大，对应位置的连续墙对侧向土体约束作用也相对较弱，因此，在大于15 m深度范围内，侧向动土压力最大值存在小范围幅值调整。1 m和3 m深度特征点处边墙侧向土压力时程变化如图11所示。由图可见，在地下连续墙两侧1 m处动土压力时程内均存在0幅值时刻，而3 m深度特征点处动土压力时程内始终为正。这说明该结构体系两侧地基土与地下连续墙相互作用在0～3 m的浅层深度范围内会发生接触脱空行为。从图中还可以看出，1 m左右深度两侧特征点处的初始土压力极值分别为6 997 Pa和3 678 Pa，这是由于结构非对称性而引起的地基浅层深度范围内的同深度初始土压力差异。不同地，3 m左右深度处两侧特征点初始动土压力差异不再明显，即结构非对称性对地基初始侧向应力分布扰动主要集中在3 m以内的浅层覆土范围内。

3 结论

基于具体深圳老街地铁车站结构工程背景，通过建立大型三维复杂上部结构-地下结构-地基完全相互作用体系动力有限元数值模型，计算分析结果表明：

（1）因考虑了地基相互作用的影响，地震波由基岩传递到地表，地表输出加速度反应谱幅值变大，卓越周期平台变宽，谱极值对应周期变长，场地地基土层将地震动高频成分过滤的滤波放大效应显著。地下结构部分因埋置作用，外围地基对地下结构沿墙面法向存在附加地震动额外输入，其对地下结构加速度反应谱幅值和卓越平台特征存在显著影响。

（2）该结构具有质量刚度以及结构布局突变位置，存在时程内加速度和层间位移角极值沿高度的变化拐点，但变化趋势不大。其中最大层间位移角幅值为1/1 350（<1/800），处于地上第13层，满足规范要求。

（3）地基土与地下连续墙动力相互作用会在浅层深度范围内发生局部接触脱空现象。因地上结构非对称性，可引起地基浅层范围内同深度初始土压力较大幅值差异。虽然地下连续墙侧向动土压力随着深度基本呈现逐渐增大的特征，但在基底深度附近存在小范围幅值调整。

参考文献：

陈国兴.2007.岩土地震工程学.北京：科学出版社.

崔春义，孟坤，程学磊等.2016.基于ADINA的桩土相互作用分析.地震研究，39（1）：96-100.

戴启权，钱德玲，张泽涵等.2015.液化场地超高层建筑群桩基础动力响应试验研究.岩石力学与工程学报，（12）：2572-2579.

蒋玉敏，钱德玲，张泽涵等.2016.框架-核心筒结构与地基基础动力相互作用振动台试验研究.建筑结构学报，37（2）：34-40.

李录贤，国松直，王爱琴.2007.无限元方法与应用.力学进展，37（2）：161-174.

谢洪阳，龚文惠，王元汉.2007.粘弹性三维点辐射无限元.华中科技大学学报，35（4）：110-112.

周凯，李明瑞，焦素娟.2015.基于耦合动力学模型的围岩-支架相互作用分析.煤炭学报，40（11）：2534-2539.

朱秀云，潘蓉，辛国臣等.2016.基于不同场地动力数值模型的核电站泵房结构地震作用对比分析.振动与冲击，35（1）：160-173.

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Hibbitt，Karlsson，Sorensen.2013.ABAQUS Theory Manual.Pawtucket，USA：Hibbitt，Karlsson & Sorensen，Inc.

Makris N，Gazetas G，Delis E.1996.Dynamic soil-pile-foundation -structure interaction：records and predictions.Geotechnique，46（1）：33-50.

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Wolf J P，Song C.2002.Some cornerstones of dynamic soil-structure interaction.Engineering Structures，24（1）：13-28.

土-结构动力相互作用 篇3

通信塔在通信网络系统中具有重要作用, 通信塔是典型的高耸结构, 通常为格构式塔架, 具有轻质、高柔的特点, 动力特性十分敏感, 其动力特性常常成为结构设计的关键因素。通常工程中在计算通信塔的动力特性时, 总是假定其底部为刚性固结, 即把通信塔看作是悬臂结构。但是实际中通信塔并不是建立在刚性地基上, 土体的作用通常会改变结构的动力特性, 特别是在特殊场地条件下, 如软土、盆地等。所以要准确的得到通信塔的结构响应, 需要考虑土体与结构的相互作用 (Soil-Structure Interaction, SSI) 。

土-结构动力相互作用的研究对正确了解结构的动力特性有着十分重要的意义。近几十年来, 国内外的学者已经对土-结构相互作用问题做了大量研究。土-结构相互作用问题的研究最早开始于1904年, Lamb[1]提出了弹性半空间的动力响应, 在以后经历了大力的发展, 主要研究方法有解析法、数值法和试验法。试验法虽然较为精确, 但是需要过多的人力、财力、物力投入;解析法过于繁琐, 一般只能用于结构、地基简化计算情况下, 并不准确。所以数值分析方法成为了一个高效率、较精确的方法, 也越来越多的应用于土-结构相互作用的分析。

1 动力特性

多自由度体系的动力反应方程可以表示为[2]:

当忽略阻尼且不考虑外荷载作用时, 即结构系统的无阻尼自由振动方程为:

2 计算模型

2.1 模型基本信息

2.1.1 上部结构

本算例为三边形钢管通信塔, 该通信塔塔架高度为37m, 横截面为正三角形, 底部边长为3.5 m, 在30 m和35 m处各设置一层平台, 供安装调试天线用。通信塔立面图如图1所示, 主要结构的截面尺寸见表1。通信塔结构材料为Q235, 其弹性模量2.0×105MPa, 质量密度7 849 kg/m3, 泊松比0.3。通信塔的主要受力杆件为塔柱、斜杆和横杆, 塔柱采用钢管, 用法兰连接, 斜杆、横杆和横隔采用角钢, 在端部采用螺栓连接。

/mm

2.1.2 地基土

土-结构相互作用分析中, 当采用有限的区域来模拟半无限土体时, 需引入人工边界, 根据Deeks、刘晶波[3~4]提出的粘弹性人工边界, 在土体的边界的每个节点上都施加一个一端固定的弹簧-阻尼元件, 其中弹簧-阻尼元件的弹性系数及阻尼系数由下式给出[3]:

式中, G为介质剪切模量;R为介质波源至人工边界的距离;A为人工边界节点在边界上的等效面积;ρ为介质质量密度;cp为介质P波 (压缩波) 波速;cs为介质S波 (剪切波) 波速;α人工边界参数, 其取值可根据表2确定。

根据文献[5]的结论, 当土体的计算区域大于10倍结构横向尺寸并施加粘弹性人工边界时, 可较好的模拟无限土体。地基土模型为长、宽、高分别为36 m、36 m、20m的立方体, 土体的弹性模量为130 MPa, 密度1 800 kg/m3, 泊松比为0.3。

3 建立模型

采用通用有限元软件ANSYS建立刚性地基下通信塔三维分析模型和通信塔土体三维分析模型 (见图2) 。通信塔采用线弹性材料, 选用beam188梁单元模拟, 塔柱与塔柱之间按照刚接处理, 塔柱与横、斜杆之间采用铰接处理, 通信塔上的平台天线简化成等效质量直接作用在通信塔上, 等效质量采用集中质量单元mass21模拟。土体采用线弹性材料, 选用solid45实体单元模拟, 土体底部固定约束, 土体侧面采用粘弹性边界, 粘弹性边界采用combin14模拟, 土体单元尺寸为1 m。

4 动力特性分析结果

4.1 模态分析

模态分析又称为动力特性分析, 主要是用于确定结构的振动特性, 通常包括结构的固有频率、固有振型、模态刚度、模态质量和模态阻尼比等参数, 其中固有频率和振型是结构承受动态荷载设计中的重要参数, 也是其他动力学分析问题的基础。本文分别对刚性地基情况下和考虑土-结构相互作用体系模型进行了模态分析, 计算结果取前10阶模态进行对比分析, 结果如表3所示。

通过表3可以看出:刚性地基情况下, 通信塔的第1~4阶振型Y向、X向平动, 第5振型为上部结构的扭转。考虑土-结构相互作用体系的第1~2振型为上部结构的Y向平动、X向平动, 第3~4阶振型相互作用体系的Y向、X向平动, 第5阶为相互作用体系的整体扭转。

考虑相互作用后, 体系的各阶自振周期都比刚性地基情况下通信塔的自振周期延长, 这是因为考虑了土-结构相互作用, 结构虽然受到下部土体的约束作用, 但是同时地基土参与运动, 使得整体结构体系的刚度减小, 自振周期则延长。前两阶振型周期差值不大, 但高阶振型相差较大。

4.2 土性不同的影响

在之前的土体参数的基础上, 通过改变土体的弹性模量, 来分析土性的不同对通信塔动力特性的影响。取前5阶进行分析。

土体弹性模量的变化会对考虑SSI效应的通信塔的动力特性有一定的影响 (见表4) , 从表5中看以看出, 土体越软, 结构的自振周期越大, 所以对于建在软土地基上的通信塔, 在结构设计中, 要注意相互作用对其动力特性的影响。

5 结论

1) 考虑土-结构相互作用后, 由于地基土参与运动, 使得整体结构体系的刚度减小, 通信塔的自振周期延长。

2) 土体的弹性模量的变化对考虑土-结构相互作用体系的动力特性有影响, 土体越软, 土-结构相互作用体系的自振周期越大, 在软土地基上的通信塔结构在设计时, 要注意土体的影响。[ID:001056]

参考文献

[1]Lamb H.On the propagation of tremors over the surface of an elastic solid[J].Philosophical Transactions of the Royal Societu, 1904, A203:1-42.

[2]R克拉夫, J彭津, 等.结构动力学[M].2版.王光远, 译.北京:高等教育出版社, 2006.

[3]Deeks A J, Randolph M F.Axisymmetric Time-domain Transmitting Boundaries[J].Journal of Engineering Mechanics, 1994, 120 (1) :25-42.

[4]刘晶波, 杜义欣, 闫秋实.粘弹性人工边界及地震动输入在通用有限元软件中的实现[J].防灾减灾工程学报, 2007, 27 (1) :37

土-结构动力相互作用 篇4

隔震技术的有效性已经被工程技术人员普遍认识到, 因此也越来越多的被应用到桥梁设计中。桥梁属于一种多支撑的空间结构形式, 在地震波的作用下, 桥梁结构会与周围的场地共同振动, 因而在桥梁的地震响应分析中应当考虑土—结构的动力相互作用效应[1]。然而现行的抗震设计规范和抗震计算理论大都采用刚性地基的假定, 即假定基于地震时建筑物基础的运动与其邻近自由场地一致, 故在理论分析中, 通常忽略土—结构动力相互作用。但是这样的假定有着明显的局限性, 将引起桥梁结构设计的不合理。因此, 在研究桥梁的地震响应规律时, 关键是要分析清楚桥梁周围场地的地震动特性, 即分析土—结构相互作用对桥梁结构的地震动影响。

土—结构体系共同作用的问题主要表现在三个方面[2]:

1) 影响上部结构输入地震动特性;

2) 影响结构物的地震反应特性;

3) 影响结构邻近土体的地震性能。

如果在桥梁结构的基底设有隔震结构, 将使土—结构相互作用的问题更加复杂。本文首先将考虑土—结构相互作用下的桥梁隔震体系简化为力学计算模型并建立其运动方程, 然后采用有限元通用软件ANSYS进行数值模拟, 同时考虑到土的材料非线性以及土—结构的接触非线性, 进而分析考虑土—结构相互作用对带有铅芯橡胶支座的桥梁隔震效果的影响。

1 土—结构动力相互作用分析原理

结构物与支撑其的地基是一个共同工作的整体系统, 在地震作用下, 其土与结构在其接触面有着特定的交联关系, 称为相互作用[4]。土—结构相互作用的实质就是在地震作用下由于土体与建筑物基础的材料差异引起了两者变形能力的差异, 这种差异使得在两者的接触面上产生了相互作用力, 进而产生了土与基础以至结构的相互作用。

土—结构动力相互作用问题首先要确定的是结构的动力刚度矩阵。对于简化的桥梁模型, 可以将动力学方程写为[5]:

式中:X———桥梁结构各单元相对地面运动的位移;

———桥梁结构各单元相对地面运动的速度;

———桥梁结构各单元相对地面运动的加速度向量;

———地面运动加速度时程向量;

M———隔震桥梁体系的质量矩阵;

C———隔震桥梁体系的阻尼矩阵;

K———隔震桥梁体系的刚度矩阵。

其中, M为第i个质量集中点的质量。

其中, Ki (i=1, 2, …, n) 为第i个质量集中点的刚度;Kn为桥墩隔震层刚度;Kn&apos;为桥台隔震层刚度。

阻尼矩阵C的确定, 隔震桥梁体系下部结构阻尼矩阵按照下式计算:

其中, 分别为下部结构的质量阵和刚度阵。考虑土—结构相互作用的力学计算模型如图1所示。

2桥梁隔震体系的分析模型

2.1 桥梁模型[6]

采用隔震支座后, 上部桥梁结构可用线弹性模型加以描述, 分析模型采用三维空间有限元模型。

2.2 隔震体系模型

本文中采用应用最为广泛的铅芯橡胶支座[7], 其具有较好的滞回特性, 初始剪切刚度可以达到普通叠层橡胶支座刚度10倍以上, 而其剪切屈服后刚度接近于普通叠层橡胶支座的刚度。其力学模型采用等效双线性恢复力模型, 见图2。

2.3 地基模型

本文采用ANSYS软件中的DP材料作为土体的动力本构模型。DP材料模型的屈服准则是Drucker-Prager屈服准则, 其流动准则可以在相关流动准则和不相关流动准则之中任选其一, 由于其屈服面不随材料的屈服而改变, 因此没有强化准则, 但是, 该材料的屈服强度与侧限压力成正比。DP材料模型属于理想弹塑性模型。该模型可以考虑由屈服所引起的体积膨胀, 但是不考虑温度变化的影响[8]。

3 分析模型

本文选用一三跨连续箱形梁桥, 每跨跨度均为30 m, 梁高为1.5 m, 宽18 m, 梁体采用C40混凝土, 密度为2 700 kg/m3, 弹性模量E=3.45e10 Pa, 泊松比γ=0.2。支撑体系采用1.2 m×1.2 m的双柱式矩形桥墩, 桥墩横向间距为4.8 m, 采用C30混凝土, 密度为2 400 kg/m3, 弹性模量E=3.0e10 Pa, 泊松比γ=0.2。墩底采用刚性扩大基础。通过ANSYS软件建立其三维有限元实体模型, 梁体采用Solid45单元, 墩柱采用Beam188单元, 铅芯橡胶支座采用Combin14和Combin40单元, Ⅱ类场地土采用D-P材料模型。建立的三维有限元实体模型如图3所示。

4 计算结果分析

为了分析考虑土—结构相互作用对带有铅芯橡胶支座的桥梁隔震效果的影响, 本文分别选用未隔震连续梁桥 (S) 、隔震连续梁桥 (SG) 和考虑土—结构相互作用的隔震连续梁桥 (SGI) , 选用天津波作为对结构的地震激励。

1) 图4和图5说明, 带有铅芯橡胶支座的隔震桥梁体系的基本自振周期, 相对于普通未隔震的桥梁有所延长, 改变了桥梁结构的动力特性, 铅芯橡胶支座消耗了振动能量, 减小了桥墩顶部的位移。在考虑了土—结构相互作用后, 在接触面处的相互作用力又消耗了一部分振动能量, 进一步延长了结构的自振周期, 但是墩顶位移相比未考虑土—结构相互作用的隔震桥梁体系稍有增加, 说明地基土对支座的隔震效果有一定影响。

2) 图6说明, 隔震桥梁体系的梁体位移均高于普通未隔震桥梁的梁体位移, 这是由于隔震支座发生屈服后会产生很大的滞回阻尼, 导致隔震桥梁体系变柔, 使得梁体位移加大, 但是增加的梁体位移仍然在可以接受的范围内。在考虑了土—结构相互作用后相当于地基变柔, 梁体位移相比未考虑相互作用时大, 隔震支座的减震效果有所下降。

3) 图7和图8说明, 在三种不同工况下的桥墩墩底剪力和弯矩都是未隔震桥梁最大, 隔震桥梁最小, 而考虑土—结构相互作用的隔震桥梁介于两者之间。这是由于在地震作用下, 隔震支座吸收了部分地震的能量, 从而减小了结构的内力。而在考虑了土—结构相互作用后, 结构的内力并没有比不考虑时有所减小, 说明土的作用十分复杂, 其对地震作用的影响并不只是简单的吸收和过滤。

5 结语

1) 铅芯橡胶支座能够延长结构的周期, 消耗一部分地震能量, 能有效的减小墩顶位移, 虽然它使梁体位移有所增加, 但仍在可控范围内。2) 考虑土—结构相互作用后, 桥梁整体的结构动力响应特性发生了改变。3) 考虑土—结构的相互作用相对于未考虑土—结构相互作用的隔震结构, 增加了墩顶位移和墩底剪力、墩底弯矩, 所以地基土并不是简单的吸收了地震波, 而是对结构产生复杂的影响。4) 由于本文土体参数选择的局限性, 可能造成结果的特殊性。对于不同场地土与结构相互作用的情况, 由于土体的复杂性, 不能认定传统方法中不考虑土—结构相互作用就是偏于安全的, 此类问题还有待于进一步研究。

摘要：通过ANSYS建立三维实体模型, 对未加支座、未考虑土—结构相互作用, 加铅芯橡胶支座、未考虑土—结构相互作用, 加铅芯橡胶支座并且考虑土—结构相互作用的连续梁桥的三种情况进行对比分析, 结果表明土—结构相互作用对结构的动力响应产生不可忽略的影响。

关键词：隔震体系,连续梁桥,实体模型,土—结构相互作用

参考文献

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[3]贺延鹏.地震作用下隔震梁桥体系动力特性研究[D].大连:大连理工大学, 2010.

[4]王健.考虑土—结构动力相互作用的基础隔震研究[D].天津:天津大学, 2003.

[5]陈惠发, 段炼.桥梁工程抗震设计[M].北京:机械工业出版社, 2008.

[6]叶爱君, 范立础.桥梁抗震[M].北京:人民交通出版社, 2002.

[7]李建中, 辛学忠.连续梁桥减震、隔震体系非线性地震反应分析[J].地震工程与工程振动, 1998, 18 (3) :21-23.

土-结构动力相互作用 篇5

关键词：Ⅱ类场地,地震反应,土和结构相互作用

我国《建筑抗震设计规范》( GB 50011—2010) 中采用的抗震分析方法是以刚性地基假定为前提, 该方法直接使用自由场地面运动作为结构的基底输入地震动,给结构抗震计算带来很大方便［1］。对于土质坚硬的场地,使用刚性地基假设较为合理。但是对于软土场地,则计算有较大误差。规范［2］中第5. 2. 7条结构抗震计算,一般情况下可不计入地基与结构相互作用的影响; 8度和9度时建造于Ⅲ、Ⅳ 类场地的高层建筑进行相应的折减计算。大多学者认为由于Ⅰ、Ⅱ类场地同刚性地基比较接近,设计时采用刚性基底假设对结果不会有太多影响［3］。杨柏坡［4］对三种不同类型的Ⅱ类场模型进行分析计算,认为其中一种Ⅱ类场地土做结构抗震设计时,最好考虑土和结构相互用的影响,否则设计可能存在不安全因素; 但是Ⅱ类场是基于当时规范［5］进行划分的。考虑土和结构相互作用后和按刚性地基假设对结构动力特性的影响主要有: 延迟结构基本周期; 基底剪力大部分减小,小部分增大; 结构顶点位移一般都相应的增大,且随着结构刚度越大,场地越软结构顶点位移相应增大［6—8］。

为了研究考虑土和结构相互作用对Ⅱ类场地上的结构地震反应的影响,对比不同输入模式下,结构的位移和内力反应,来说明考虑土和结构相互作用的重要性。

1单自由度框架结构地震反应分析

单自由度框架结构的地震反应分析方法一般有以下三种模型: 1不考虑土层的影响,对结构直接输入地震波,进行地震反应分析[图1( a) ]; 2先计算场地模型的地表反应时程,作为结构基底的地震动输入,进行地震反应分析[图1( b) ]; 3建立土和结构相互作用一体化模型,将基础简化为一无质量的刚性平板,地基假设为一均匀的弹性半空间,然后输入地震波进行地震反应分析[图1( c) ]。分别建立水平力平衡方程:

式中,m、c、k分别为结构质量、阻尼和刚度,u为结构相对基底的位移,g为输入地震动,1为自由场地表反应,θ为基底转角,ussi为土和结构相互作用引起的基底位移。

2结构和土层计算模型的建立

2. 1结构模型简化

选择一个5层建筑物作为上部结构,结构各层的质量、刚度和层高见表1。根据振型分解法,求解有效振型质量和有效振型高度,即:

式中,。mj为第j层的集中质量,hj为第j层的层高,Фjn为第j层的第n阶振型。

为了简化计算,将5层建筑物简化为单自由度结构,由式( 4) 、式( 5) 可得到结构等效质量: 7. 16 × 105kg,等效高度: 12. 13 m。

2. 2土层模型的选择

根据规范建筑的场地类别,应根据土层等效剪切波速和场地覆盖层厚度按表2划分为4类。其中 Ⅱ类场地土层涵盖三个波速段,先将500≥vs> 250称为高波速Ⅱ类场地土,250≥ vs> 150称为中波速 Ⅱ类场地土,vs≤150称为称为低波速Ⅱ类场地土。

分别建立9个不同波速段的Ⅱ类场地土层。1低波速段2个,土层1: 剪切波速vs= 60 m / s,覆盖土层厚度为d = 12 m; 土层二: 剪切波速vs= 120 m / s, 覆盖土层厚度为d = 12 m; 2中波速段4个,土层3: 剪切波速vs= 180 m / s,覆盖土层厚度为d = 12 m; 土层4: 剪切波速vs= 180 m / s,覆盖土层厚度为d = 24 m; 土层5: 剪切波速vs= 180 m / s,覆盖土层厚度为d = 36 m; 土层6: 剪切波速vs= 240 m / s,覆盖土层厚度为d = 12 m; 3高波速段3个,土层7: 剪切波速vs= 300 m / s,覆盖土层厚度为d = 12 m; 土层8: 剪切波速vs= 300 m / s,覆盖土层厚度为d = 60 m; 土层9: 剪切波速vs= 360 m / s,覆盖土层厚度为d = 12 m。

3计算分析

为了研究考虑土和结构相互作用对Ⅱ类场地上的结构地震反应的影响,在ANSYS中分别建立三种地震反应分析的简化模型的有限元模型,选择Ko- be,Loma,Lbha这3条不同类型的地震波作为地震输入,并将地震波峰值加速度统一调整为0. 1g( g为重力加速度) ,进行地震反应分析计算。

3. 1不同剪切波速的影响

为了讨论不同剪切波速的土层中,土和结构相互作用对结构响应的影响,分别对不同波速,相同土层厚度的土层1、2、3、6、7、9这六个土层进行地震反应分析。

表3 ~ 表5为不同地震波以不同方法输入下结构的顶点位移和基底剪力峰值及相对误差。由结果可知:

( 1) 对于低波速Ⅱ类场地土土层1、2,无论是使用直接输入地震波还是输入自由场地表反应时程得到的结构顶点位移峰值和基底剪力峰值,与考虑SSI作用下的结构响应都很大区别,且使用直接地震波输入下的计算误差小地表反应时程输入,所以在低波速Ⅱ类场地土土层使用直接地震波输入进行抗震计算,可以使得计算简便且设计更经济。

( 2) 对于中高波速Ⅱ类场地土土层3、6、7、8,总的来说使用自由场地表反应时程输入的误差要小于直接地震波输入,所以在中高波速Ⅱ类场地土土层中宜使用地表反应时程进行抗震计算。但是由于误差中有许多负数项存在,即反应小于考虑SSI的真实结构反应,尤其是Loma波输入下,说明中高波速 Ⅱ类场地中使用刚性基底假设存在不安全因素。

( 3) 考虑SSI作用下地震波输入的结构顶点相对位移峰值并未随着场地越软而相应增大。在低中波速Ⅱ类场地土土层1、2、3、6中结构顶点相对位移随着场地越软而相应的降低; 在高波速Ⅱ类场地土土层7、9中结构顶点相对位移随着场地越软而相应的增加; 在所有土层中基底剪力的变化规律和结构顶点位移保持一致。

3. 2不同覆盖层厚度的影响

为了讨论不同覆盖层厚度的土层中,考虑土和结构相互作用后,结构响应的变化规律,分别对相同波速,不同土层厚度的土层3、4、5这三个土层进行地震反应分析。

图2为输入不同地震波时,不同土层厚度的一体化模型的基底剪力和顶点位移。由图2可知: 当波速相同时,结构的顶点位移和基底剪力都随着土层厚度的增加而增大,即土层越软结构的位移和内力越大。

3. 3相同基本周期的土层反应

基本周期是场地的一种固有特性,近年来,有学者提出以土层等效周期替换土层等效剪切波速进行场地分类的思想,以克服土层等效剪切波速指标的局限性［9］。认为场地基本周期能够正确反映场地软硬变化规律,能够更灵敏、准确的反应场地特性的变化。当前国内外公认并且应用广泛场地基本周期估算方法是［10］:

式( 6) 中,T为场地基本周期,H为场地厚度,v为剪切波速。

根据式( 6) 可知土层1、5、8的基本周期都为0. 8 s。分别对这三个土层构成的一体化模型进行地震反分析,输入Kobe、Loma、Lbha地震波,结构的基底剪力和顶点位移如图3。由图可知,三个具有相同土层周期的结构一体化模型,结构的顶点位移和基底剪力有很大差距,说明场地基本周期并不能准确的反应场地特性的变化。且相同周期的土层中,土层厚度和土层波速大的,结构的顶点位移和基底剪力也更大。

4结论

通过对9个不同波速段的Ⅱ类场地土层进行地震反应计算分析,可得到如下结论:

( 1) 在Ⅱ类场地土土层中不宜使用地表反应时程进行抗震计算,即采用刚性基底假设,对结果有一定影响,在低波速段是Ⅱ类场地土,虽然偏于安全但是误差较大,不经济合理; 在中高波速段,计算误差中有许多负数项存在,即存在不安全因素。所以Ⅱ 类场地土土层中的结构抗震计算也应该考虑土和结构相互作用。

( 2) 不同波速段的Ⅱ类场地土层上,土和结构相互用的影响是不同的,在低中波速Ⅱ类场地土土层中结构顶点相对位移随着场地越软而相应的降低; 在高波速Ⅱ类场地土土层中结构顶点相对位移随着场地越软而相应的增加; 在所有土层中基底剪力的变化规律和结构顶点位移保持一致。

( 3) 当波速相同时,结构的顶点位移和基底剪力都随着土层厚度的增加而增大,即土层越软,结构的位移和内力越大。

土-结构动力相互作用 篇6

在海洋、水利等工程领域, 都会遇到水与结构物、结构与地基土相互作用的问题。特别是随着能源危机的加重, 人们将能源开发的重心转移到海洋中, 各种海洋钻井平台和海上风电场纷纷建立。而这些建筑物的水下基础以柱体居多, 因此对水下柱体结构特性的研究就很有必要。

1 有限元模型

确定水下结构对动力影响的敏感性, 最重要的参数是自振频率, 如果它与漩涡脱离、波浪等激发频率相一致, 便产生共振, 由此而引起荷载的放大。确定一个结构的固有频率有3个重要的量。第一是结构物的有效质量;第二是结构物的刚度;第三是结构物的阻尼。

在计算结构的自振频率和振型时, 考虑到结构阻尼对自振频率影响甚小, 为简化计算, 在求解时忽略阻尼的影响, 经边界约束处理后的动力学方程具有如下形式[1]:

设其简谐形式的解为{u}={u}sinωt则可得结构的特征矩阵方程:

对于水下结构, 如果考虑水和结构的耦合作用则上述两式改写为:

其中P为流体节点压力向量, u为固体节点位移向量, Q为流固耦合矩阵, ML和KL分别为流体质量矩阵和流体刚度矩阵, Ms和Ks分别为固体质量矩阵和固体刚度矩阵。其中为水和结构耦合系统的的i阶固有频率, 在数值求解上是大型矩阵特征值问题[2]。

2 算例

现以某海上风力发电机单桩基础塔架结构 (高度90m) 为例计算。塔身和桩体都选用D36号钢, 材料的弹性模量E=2.1GPa, 泊松比µ=0.3, 材料密度ρ=7 850kg/m3。在ANSYS中建立塔架结构的有限元分析模型时, 采用p-y曲线法来考虑到桩-土间的非线性相互作用。

2.1 流固耦合对自振特性的影响

由式 (1) ~ (4) 中可以看出, 结构的自振频率主要与两个因素有关:结构的刚度和结构的质量。对于任何淹没或部分淹没并受到振动的结构物, 有一定的水量由结构物夹带着, 并随结构物一起运动, 当考虑结构物的动力学问题时, 必须包括这些水的质量[5]。但计算外部附加水的质量是很困难的, 在很大程度上依赖于水下物体的几何形状。一般附加质量系数在数学上由势流理论来确定, 它受到靠近物体形状边界影响。例如水的自由表面、桩柱或墩柱, 这些影响趋向于增加附加质量。

结构物周围的水位是经常变化的, 特别是浅海地区受潮汐的作用, 水深变化幅度很大。因此有必要研究水深对水下结构物自振特性的影响。对图1分析可知:

1) 图1中a、b、c分别是结构一、二, 三、四和五、六阶频率随水深的变化曲线。从图中可以看出, 随着水深的增加, 整个结构的自振频率在降低, 这是因为水深增加, 意味着结构的附加水质量也在增加, 从而降低了结构系统的自振频率。其中第五、六阶频率随水深的变化幅度比较大, 这跟五、六阶的振型属于高阶的弯曲振动, 柱体入水部分的振动幅度很大有关, 所以这一阶的频率受水深的影响也就比较大;

2) 有一段平直的线段。第七、八阶 (图1中d) 振动为弯曲振动和扭转振动的组合, 桩体在平直线段所覆盖的水深范围内的振动是扭转振动。而水深对塔架结构的扭转振动没有影响。

2.2桩-土相互作用对结构自振特性的影响

可以看出, 当考虑桩和地基土的相互作用时, 结构的自振频率会降低。第一阶频率降低了6.7%, 第三四阶频率降低了22.8%, 第五六阶频率降低了44.3%, 充分说明桩-土相互作用对塔架结构频率的影响很大, 尤其是高阶频率, 所以不能忽略桩-土相互作用对结构自振频率的影响。图2中a, b, c为忽略桩-土相互作用时, 第一、二, 第三、四和五、六阶振型, 图2中d, e, f为考虑桩-土相互作用时结构的各阶振型。比较图2中的a-d, b-e, c-f可以发现桩-土相互作用, 对柱体结构的振型影响很大。

3结论

1) 对水下结构进行自振分析时, 当考虑系统外部附加水质量时, 系统的自振频率会降低。而且随着水深的增加, 自振频率下降的也越快, 附加水的影响也越显著。研究中还发现水深对水下柱体结构的弯曲振动影响大, 对扭转振动影响小;

2) 当考虑桩和地基土之间的相互作用时, 系统的自振频率会下降。尤其是对高阶频率的影响更大。所以在水下柱体结构的设计中要充分考虑桩和地基土的相互作用。

参考文献

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[4]M.J.汤姆林森, 朱世杰译, 桩的设计和施工[M].人民交通出版社, 1984:12-17.

土-结构动力相互作用 篇7

目前我国已有的核电站大多在沿海地区, 然而我国幅员辽阔, 很多场合难以使用大型核电机组, 因此要大力推进核电的发展, 需要研究一种适用性更广的小型核电站。地震作用是小型核电站研究中需要考虑的最主要因素之一, 在地震荷载作用下, 土与结构会产生复杂的相互作用, 因此需要进行土和结构动力相互作用分析[1,2]。本文以某小型核电站核岛厂房为研究对象, 采用ANSYS软件建立有限元模型, 通过ACS SASSI软件进行土和结构动力相互作用的抗震分析计算[3], 研究其在不同地基条件、不同埋置深度和不同阻尼比条件下的抗震计算结果, 分析地基条件、埋置深度和阻尼比对核岛厂房抗震效果的影响。

1 有限元分析

1.1 有限元模型

核岛厂房采用通用有限元软件ANSYS建立三维有限元模型, 采用以下单元类型:点单元Mass21、梁单元Beam4、实体单元Solid45和壳单元Shell63。所有材料均采用线弹性各向同性强化模型, 安全壳的弹性模量为3.45×1010Pa, 泊松比为0.2, 阻尼比为0.05;其余材料的弹性模量为3.25×1010Pa, 泊松比为0.2, 阻尼比为0.07。由于在计算中要考虑土和结构的相互作用, 因此在建模过程中需要在土和结构接触面上建立相互作用的节点及单元。相互作用节点和单元的数量与结构埋置深度有关。核岛厂房的三维有限元模型如图1所示。

1.2 地基条件

为研究不同地基条件对核岛厂房抗震效果的影响, 参考我国GB 50267—97核电厂抗震设计规范[4]以及ASCE 4—98美国核电厂抗震设计规范[5], 本文计算时选用7种不同的地基参数, 如表1所示。建模过程中地基土壤的分层和厚度应与相互作用单元的厚度一致。如厂址参数在计算所用参数的下限左右, 应考虑到厂址不确定性的因素, 进行特定厂址下的评估分析。

为研究不同埋置深度对核岛厂房抗震效果的影响, 计算时选用4种埋置深度, 分别为无埋置、埋置5 m、埋置10 m和埋置20 m。为研究不同结构阻尼比对核岛厂房抗震效果的影响, 计算时采用两种阻尼比, 即0.02和0.05。

1.3 输入条件

核岛厂房的计算分为三个方向, 即水平X方向、水平Y方向和竖直Z方向。其中水平X方向对应核岛厂房的?轴线, 水平Y方向对应核岛厂房的 (6) 轴线, 竖直Z方向由右手螺旋法则确定。

对于极限安全地震动水平, 水平方向和竖直方向的地面峰值加速度均为0.3g。输入时程采用单组人工拟合时程, 包含相互独立并正交的两个水平方向和一个竖直方向的三条时程, 时程输入位置为核岛基地位置, 即Z=-41.02 m处。

2 计算结果

计算结果为关键点位置的楼层反应谱和核岛厂房的峰值加速度。关键点为有代表性的节点, 如重要设备处、墙板交接处等。

1) 地基条件的影响。在无埋置、阻尼比为0.02的条件下, 不同剪切波速对某关键点水平X向反应谱的影响如图2所示。由图2中可以看出, 地基的剪切波速越小, 上部结构的峰值加速度越小。地震作用是通过地基传递给结构的, 地基的剪切波速越小, 阻尼比越大, 对地震作用的能量耗散越大, 因此传递给结构的地震作用越小, 导致结构的峰值加速度越小。由图2中还可以看出, 随着地基剪切波速的增大, 上部结构的振动主频率增大, 即反应谱曲线向右移动。地基剪切波速越大, 地基与上部结构的刚度越大, 因此上部结构的振动主频率越大。2) 埋置深度的影响。在地基剪切波速为2 400 m/s、阻尼比为0.02的条件下, 不同埋置深度对水平X向反应谱的影响如图3所示。由图3中可以看出, 考虑埋置效应会明显降低结构的响应, 且基础埋置的深度越大, 上部结构的地震动力响应越小。这是因为地基能对上部结构起到嵌固作用, 减少上部结构在地震作用下的响应, 埋置深度越大, 这种嵌固作用越大, 因此上部结构的加速度越小。3) 阻尼比的影响。在地基剪切波速为2 400 m/s、无埋置的条件下, 不同阻尼比对水平X向反应谱的影响如图4所示。由图4可以看出, 结构阻尼比越大, 地震作用下的加速度越小。结构阻尼比反映的是使结构自由振动衰减的阻碍作用的大小, 阻尼比越大, 阻碍结构自由振动的作用越大, 因此加速度越小。

3 结语

对于地震作用下土和结构的相互作用, 传统处理方法是简单的附加一静力矩或静横向剪力进行计算, 由于该方法的盲目性, 有时计算结果并不安全, 而且还会造成经济上的较大浪费。本文的方法能对地震作用下浅埋、深埋及地下建筑物的线性及非线性土和结构动力相互作用进行准确的分析。本文的研究可为该小型核电站核岛厂房在岩石地基、非岩石地基等多种地基条件下的抗震分析提供技术支持, 为该核电站的厂址选择提供依据, 进而能够拓宽该核电站的适用厂址范围, 减少其区域性限制, 更好的发挥其优势。

摘要：以某小型核电站核岛厂房为研究对象, 通过考虑土和结构动力相互作用的抗震分析计算, 分析了地基条件、埋置深度和阻尼比对核岛厂房抗震效果的影响, 为该核电站的厂址选择提供了依据。

关键词：小型核电站,地基,阻尼比,抗震分析

参考文献

[1]蒋通, [日]田治见宏.地基—结构动力相互作用分析方法——薄层法原理及应用[M].上海:同济大学出版社, 2009.

[2]张克恭, 刘松玉.土力学[M].北京:中国建筑工业出版社, 2010.

[3]Ghiocel Predictive Technologies, Inc.ACS SASSI User Manuals[Z].2014.

[4]GB 50267—97, 核电厂抗震设计规范[S].

土-结构动力相互作用 篇8

实际的建筑结构都是建于地基之上的,结构部分和地基土体是一个有机整体,它们相互影响,协调变形,共同承受重力荷载以及各种动力荷载。而结构设计人员往往忽视这种作用,仅仅考虑结构本身的受力特性。这种做法有时候是不经济的,而另外一些时候可能导致设计偏于不安全。对结构进行地震时程反应分析时,设计人员通常直接在结构模型底部施加地震波。这有两点和实际情况不符:1)没有考虑地基变形导致的上部结构内力重分布;2)地震波的能量只能通过结构内部耗散而不能通过反射传播到地基深处。本文利用ABAQUS有限元软件建立了不同框架结构地震反应的计算模型,分别对比了不考虑土结相互作用和考虑土结相互作用的结果差异。

1有限元模型的建立

1.1 几何模型

为了反映结构刚度的影响,本文建立了高矮两组框架结构模型,每组中又包含两个模型,分别为不考虑土结相互作用的模型和考虑土结相互作用的模型。第一组框架为5层结构,首层层高5.5 m,其余层高为4.1 m,用以模拟普通多层框架,如图1和图2所示;第二组框架其他参数同第一组框架,只是层数由5层变为15层,用以模拟高、柔框架。

在不考虑土结相互作用的模型里只建立了纯框架,考虑土结相互作用的模型里除了框架,还在框架底部建立了一定宽度和深度的土层。

在进行有限元分析时,梁、柱均采用B21单元,地基土采用CPS4R单元,梁、柱及地基土的网格尺寸均为1 m。在各段梁上分别施加4 500 kg/m的非结构质量,用来模拟楼面的恒荷载和活荷载。

1.2 材料参数

梁、柱均采用C30混凝土,根据规范[1]混凝土的弹性模量Ec=3.0×104 N/mm2。梁截面为400×900,柱截面为1 000×1 000。结构阻尼比取5%,并根据换算关系计算出瑞利阻尼系数[2]。地基土选用中硬土,按照规范[3]剪切波速可取为260 m/s。

1.3 边界条件

假想在7度0.1g地区进行大震弹性时程分析。在不考虑土结相互作用的模型中,按照常规方法直接在柱底端输入峰值为220gal的水平地震动加速度时程。在考虑土结相互作用的模型中,在地基土侧面施加自由场边界,在地基土底部施加粘性吸收边界[4],再将地震动加速度时程转化为力时程施加在土层底部。调整输入力时程的峰值,使得地面点的加速度峰值为220gal。输入地震波采用El-Centro波,其时程曲线如图3所示。

粘性边界可以模拟地基土半无限空间,吸收来自结构以及土体表面的反射能量。其效果验证如下:在图4a)所示的一块土层底部施加幅值为1的加速度脉冲。当底部采用普通的加速度边界时,得到地表点的加速度时程如图4c)所示,将产生多个峰值,这是由于地震波不能被土层底面吸收而多次反射造成的;当底部采用粘性边界时,得到地表点的加速度时程如图4d)所示,其波形与输入波形完全一致,可见采用粘性边界更符合地基土的实际受力情况。

2结果分析

首先对模型进行了频率提取分析,得到5层框架模型的一阶周期T${}_1^5$=1.05 s,15层框架模型的一阶周期T${}_1^{15}$=2.57 s。从周期上的差异可以看出两个模型能够分别代表多层普通框架和高、柔框架。在进行抗震设计时,基底剪力是非常重要的一个指标,本文提取了各模型的基底剪力时程进行分析。5层框架模型基底剪力时程如图5所示,15层框架模型基底剪力时程如图6所示。

由图5可以看出,常见的多层框架结构,不考虑土结相互作用的基底剪力比考虑土结相互作用的基底剪力大一些,但是差别非常微小。在实际结构设计中完全可以忽略这点差别,而且忽略这种差别是偏于安全的。

由图6可以看出,对于比较高、柔的框架结构,不考虑土结相互作用的基底剪力几乎比考虑土结相互作用的基底剪力放大了40%。众所周知,基底剪力的增加对结构构件的受剪和受弯设计有很大影响,如果此时仍然按照不考虑土结相互作用进行设计,会使得构件截面的选择和配筋不够经济。这也说明,如果按照同样的设计方法,高、柔框架的安全度要比普通多层框架高很多。

当不考虑土结相互作用时,结构本身是一个封闭系统,地震能量通过地震波源源不断的输入,而能量的耗散只有通过结构本身的阻尼作用完成,这就造成结构的地震反应往往大于实际值;当考虑土结相互作用时,结构是一个开放系统,与结构相连的地基土是一个半无限空间,地震作用时,输入到结构系统的能量可以通过反射进入地基土中,增加了能量消耗的途径。以上的分析结果还说明,普通多层框架和高柔框架对是否考虑土结相互作用的敏感程度是不一样的,高柔框架更适合进行土结相互作用分析。

除了基底剪力,倾覆弯矩也是抗震设计时的一个重要指标,本文也提取了各个模型的基底倾覆弯矩进行分析。5层框架模型基底倾覆弯矩时程如图7所示,15层框架模型基底倾覆弯矩时程如图8所示。

由图7可以看出,对于常见的多层框架结构,考虑土结相互作用的基底倾覆弯矩明显大于不考虑土结相互作用的基底倾覆弯矩,高出值约为30%。倾覆弯矩对于柱子的轴力设计值有很大影响,这说明如果此时仍采用不考虑土结相互作用的设计方法,柱子的设计将偏于不安全。

由图8可以看出,对于比较高、柔的框架结构,考虑土结相互作用的基底倾覆弯矩同样大于不考虑土结相互作用的基底倾覆弯矩,高出值有所降低,约为10%～20%。按照不考虑土结相互作用的设计方法,柱子的设计同样偏于不安全。

地震发生时,结构将会作用于地基上很大的不均衡压力,压力使得地基土发生不均匀变形,这种变形将会加重结构的重力二阶效应,进而增加倾覆弯矩。因此,如果不考虑土结相互作用可能会严重低估柱子的轴力设计值。

3结语

本文进行了不同框架模型的地震反应的数值模拟,对比了不考虑土结相互作用和考虑土结相互作用的基底剪力和倾覆弯矩,得到了以下结论:对于普通多层框架结构,在计算基底剪力时可不考虑土结相互作用的影响,计算倾覆弯矩时,可在常规设计方法基础上根据结构的整体刚度乘以不小于1.3的增大系数;对于高、柔框架结构,在计算基底剪力时考虑土结相互作用可显著降低基底剪力数值,为了达到经济适用的目标,可在常规设计的基础上根据整体刚度乘以一个大于0.6小于1的系数。而在计算倾覆弯矩时,要乘以一个不小于1.2的增大系数以保证安全。

参考文献

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[2]孟宪春.多层地铁车站振动台试验与数值模拟[D].哈尔滨:中国地震局工程力学研究所,2011.

[3]GB50011-2010,建筑结构抗震设计规范[S].