地层—结构时程分析

地层—结构时程分析（精选七篇）

地层—结构时程分析 篇1

时程分析法是对结构振动方程直接进行逐步积分求解的一种动力方法。动力方程是时程分析方法的基础, 其多自由度体系地震反应方程为:

式中:[M]、[C]、[K]分别为结构质量矩阵、阻尼矩阵、刚度矩阵;

分别为质点加速度、速度、位移列阵、地震运动加速度。

从上述动力方程可以看出, 除必须选择合理的数值解法外, 还必须具备下例各种参数及模型: (1) 结构的力学模型; (2) 结构的弹塑性恢复力模型, 确定结构的刚度矩阵[K]; (3) 结构的阻尼矩阵[C]; (4) 合理选择地震波。从动力方程出发, 我们逐步分析解动力方程所需要的参数及模型。

2.构件恢复力模型及特性

恢复力与变形的力学关系曲线称为恢复力特性曲线, 由于该曲线具有滞回特性, 因此也称为滞回曲线。该曲线概括了结构或构件的刚度、强度、延性、耗能等力学特征, 滞回环面积可衡量结构或构件吸收能量的能力。在进行弹塑性结构时程分析时, 结构屈服后要重新建立刚度矩阵, 因而需要建立结构力—变形的弹塑性关系及非线性关系。在弹塑性阶段, 力与变形关系复杂, 其滞回曲线包括两大要素, 及骨架曲线和滞回环线。为便于应用, 国内外已提出多种计算模型, 如双线型模型、退化双线型模型、三线型模型、退化三线型模型等。比较常用的双线型模型和退化三线型模型。

2.1双线型模型

该模型主要适用于刚结构。该模型正、反向加载的骨架曲线均为两折线, 见图1。此模型具有如下特点: (1) 、正、反向加载的骨架曲线均采用两段折线, 这点对应于屈服点。 (2) 、卸载刚度不退化, 仍等于弹性刚度Ke。反向加载于正向加载骨架曲线反对称。当弹性刚度Ke;屈服荷载Py;屈服后刚度αKe, 其中α为刚度降低系数。

2.2退化三线型模型

该模型主要适用于钢筋混凝土结构, 此模型具有如下特点: (1) 、骨架曲线采用三折线, 第一段为线弹性阶段, 开裂后采用第二段折线, 第三段为屈服后阶段。两折点分别对应开裂点于屈服点。 (2) 、卸载时刚度不退化, 而反向再加载时刚度退化。卸载线平行直线, 反向卸载线平行直线当在未开裂时卸载至零再加载则与反向开裂点相连;在超过开裂点而未达屈服点时卸载至零再加载应与反向屈服点相连;而在超过屈服点卸载至零再加载, 折线应与前此加载的最大变位点相连。

在弹塑性时程分析时, 在每个步长内都把结构看作是弹性的, 刚度不变, 但是, 在每个步长计算之后, 要检查构件状态, 确定构件是否已经进入下一个状态, 如已改变状态, 则在下一个步长△t中, 就要改变构件的刚度。模型中各段的交点称为临界点。因此分析时应随时判别是否经过临界点, 以便及时修改刚度。

3.结构时程分析计算模型及刚度矩阵

目前结构体系的力学模型比较多, 采用时程分析法进行地震反应分析时, 应根据结构的特征、计算目标选择计算模型。主要计算模型有三种:层模型、杆模型、杆系—层间混合模型。

3.1层模型

层模型以一个楼层为基本单元, 把结构视为一悬臂杆件, 楼层质量集中为一个质点, 形成“串联质点系”。该模型假定楼盖在自身平面内刚度无限大, 同一楼层各竖向杆件无相对变形, 房屋刚度中心和质量中心重合, 水平地震作用下结构不产生绕数轴的扭转振动。此模型应用具有如下特点: (1) 仅需计算每层各构件的综合刚度、开裂剪力、屈服剪力; (2) 自由度数目等于结构楼层数; (3) 仅能分析各层建剪力、层间侧移, 无法计算各杆件的内力和变形。

在进行结构动力分析时, 常用的层间模型有两种形式:剪切层模型、弯剪层模型。

3.1.1剪切层模型

当结构侧移以层间剪力变形为主, 模型层刚度取决于各竖向构件的弯曲、剪切刚度, 忽略各构件轴向变形, 进行结构动力分析时, 采用剪切层模型。在弹性分析时, 结构j层的侧移刚度Kj可用D值法计算。在弹塑性阶段, 刚度随时间复杂变化。为使用恢复力模型, 需确定其特征参数, 步骤可简述如下: (1) 计算各构件开裂弯矩和屈服弯矩, 并判断节点类型; (2) 由各柱开裂弯矩确定框架层间开裂剪力及层间开裂位移; (3) 对于强梁弱柱型, 直接由各柱的屈服弯矩计算框架层间屈服剪力;对于强柱弱梁型, 求出有效层间剪力;对于混合型, 应根据强梁弱柱和强柱弱梁的判别条件加以判别, 然后在计算楼层的屈服剪力。 (4) 计算层间屈服位移取各柱屈服位移的平均值。

3.1.2弯剪层模型

地震作用下, 高层建筑结构由于高度较大, 各竖向构件轴向变形对结果侧移的影响不能忽略, 其层间侧移既含有层间剪切变形, 又含有层间弯曲变形, 因此, 该模型刚度应同时考虑两者的影响, 其刚度矩阵形成一般有三种方法: (1) 柔度矩阵求逆法; (2) 静力聚缩法; (3) 矩阵求逆法。由于篇幅的限制其具体做法在此不述。

3.2杆模型

杆模型以梁、柱等单根构件为基础单元, 将楼层质量分别集中于结构各节点, 形成质点。杆模型是较为精确的计算模型。

杆模型具有如下特点: (1) 结构每一质点具有两个自由度:即水平振动自由度、竖向振动自由度, 质点没有转动自由度。 (2) 结构静力分析每一节点具有三个自由度:即水平自由度、竖向自由度、转动自由度。 (3) 较层模型能更真实地反应结构实际情况, 由结构弹塑性动力分析, 可得出各构件的内力和变形, 可找出各构件屈服的先后顺序, 从而可掌握结构的破坏机制。

杆模型中弹塑性杆件的计算模型最常用的是单分量模型, 另外还有分割梁模型, 如双分量模型, 三分量模型。

3.2.1单分量模型

单分量模型假定杆件塑性变形集中于杆件两段具有一定长度的区域内, 仅用杆短塑性转角反应杆件的塑性性能, 因此杆端采用等效弹簧等价代替, 而杆件中部区域仅发生弹性变形。这种计算模型不考虑弹塑性阶段杆单元刚度沿长度变化, 当然也就不考虑杆端塑性铰区段长度, 这也是单分量模型的缺点。

3.2.2分割梁模型

分割梁模型采用几根平行的杆件来代表, 各杆件仅在端部相互连接。对于双分量模型, 一杆表示杆件的弹性变形性质, 另一杆反应屈服后的弹塑性变形性能;对于三分量模型, 则三杆分别表示杆件弹性、混凝土开裂、钢筋屈服三种不同状态, 实现了弹塑性阶段杆单元沿杆件长度的变化。显然, 相对于单分量模型, 分割梁模型单元刚度矩阵的建立远较单分量模型复杂, 但也更能反应结构在地震作用下受力变形情况。

4.质量矩阵

工程结构分析常采用集中质量法, 讲连续问题离散化, 形成多自由度体系, 得到集中质量矩阵。当采用层模型时, 质量集中于各楼层处;当采用杆模型时, 质量集中于各节点处。

5.阻尼矩阵

阻尼随结构形式、材料、几何尺寸、构造、荷载等多种因素变化, 使阻尼值非常离散。目前采用的阻尼理论有两种, 即黏滞阻尼理论与复阻尼理论。在实际应用中, 为了能对多自由度振动方程进行阵型分解, 对于均质材料或单一类型的材料, 可以进一步采用瑞雷比例阻尼的假定, 即将多自由度体系方程中的黏性阻尼矩阵[C]写成质量阵[M]和刚度阵[K]的线性组合形式:为比例常数。

6.地震波的选取

在采用时程分析法对结构进行地震反应计算时, 需要输入地震波的加速度的时程曲线。地震动输入是进行结构地震响应分析的依据, 不同的地震机制对结构的地震反应影响很大。时程分析所选用的地震波一般有以下3种: (1) 拟建场地的实际强震记录; (2) 典型的强震记录; (3) 人工地震波。

选用地震波应全面考虑地震动三要素——幅值、频谱特性和持续时间, 并根据需要进行调整。对选用的地震加速度峰值应该按适当比例放大或缩小, 使峰值加速度相当于与设防烈度相应的多遇地震或罕遇地震时的加速度峰值。强震发生时, 一般场地地面运动的卓越周期与地震的特征周期相接近, 因此选用地震波时, 应使所选的实际地震波的傅立叶谱或功率谱的特征周期乃至谱形状, 尽量与场地的谱特征相一致。选取地震动持续时间一般遵循下列原则:保证选择的持续时间内包含地震记录的最强部分;选择的持续时间t≥10T1, T1为结构基本周期, 但一般不少于12s。

7.地震反应方程求解的数值分析法

由于地震时地面运动的复杂性, 无法直接求解出振动微分方程的解析解, 通常采用数值积分的方法, 求解振动微分方程的数值解。此法是由已知的tn时刻的位移、速度和加速度, 近似地推求下一刻的位移、速度和加速度反应。其主要步骤如下:

(1) 将地震作用时间划分成小间隔, 称为时间步长△t, 一般取△t=0.01～0.02s;

(2) 将每个△t内的矩阵[M]、[C]、[K]均视为常数;

(3) 由△t的初始值求出其末端值

(4) 将该末端值作为下一个△t的初始值, 重复计算, 直到结束。

运动方程逐步积分的方法很多, 常用的有线性加速度发、W i l s o n—θ法、Newmark—β法、Runge—Kutta法等。

参考文献

[1]李杰, 李国强.地震工程学导论[M].地震出版社.1992.12

[2]李国强, 李杰.建筑结构抗震设计[M].中国建筑工业出版社.2003。

[3]徐赵东, 郭迎庆.MATLAB语言在建筑抗震工程中的应用[M].北京:科学出版社.2004.

某框架结构的弹塑性位移时程分析 篇2

西安某工程,抗震设防标准属于丙类,该建筑物建筑面积4 758.6 m2,6层框架结构,外填充墙采用非承重空心砖,内填充墙采用轻质墙板(GRC板),设有一层非人防地下室,建筑物总高23.7 m,抗震设防烈度为8度。

该工程位于“西安市抗震设防区划图”中可以建设区(Ⅱ-3区),强度计算反应谱分区为A1区,设计地震动参数为amax=0.15,Tg=0.45 s;变形验算反应谱分区为A*区,设计地震动参数为amax=0.8,Tg=0.6 s。基础采用肋梁式筏板基础。

2 弹性状态下结构分析

结构分析采用中国建筑科学研究院编制的三维结构计算软件TAT-8(多层及高层建筑结构三维分析与设计软件多层版,简称TAT-8),相关的计算参数如下所述:1)基本雪压:0.200。2)基本风压:0.35。3)结构重要性系数:1.0。4)结构高宽比:1.5。5)周期折减系数:0.8。6)梁刚度放大系数,中梁:2.0,边梁:1.5。7)强度计算时,场地土的特征周期:Tg=0.45 s,水平地震影响系数:amax=0.15;变形计算时,场地土的特征周期:Tg=0.65 s,水平地震影响系数:amax=0.80。8)混凝土强度等级:柱:1层～4层,C35;5层～6层,C30;梁板:1层～6层,C30。9)柱断面尺寸。地下室:650×650;1层～3层:600×600;4层～6层:550×550。10)层高。地下室:4.2 m;1层～5层:3.6 m;6层:3.9 m。

当结构遭遇多遇地震作用时,根据以上参数计算得出结构反应(见表1)。

由以上分析可以看出,在小震作用下,结构是满足CBJ 11-89建筑抗震设计规范(以下简称《89规范》)要求的。

但是在罕遇地震作用下,结构的变形验算时,按照《89规范》第4.5.5条。

计算层间弹塑性位移ΔUp:

ΔUp=ηp·ΔUe。

按照西安市抗震设防区划乘以地震力放大系数则可以得到下式:ΔUp=1.376·ηp·ΔUe。其中,ΔUe为在罕遇地震作用下按弹性分析的位移。

又因为Δ·amax(大)=amax(小)·ΔUe。

其中,amax(大)为在罕遇地震作用下的水平地震影响系数最大值;amax(小)为截面抗震验算的水平地震影响系数最大值;Δ为结构的弹性位移。

ζy=0.29;ηp=1.65。

ΔUp=1.376·ηp·ΔUe=87.8 mm≥[Qp]·H=72 mm。

不满足规范要求。

故此采用弹塑性时程分析对结构的变形进行补充计算。

3 弹塑性状态下结构分析

任一多层结构在地震作用下的运动方程是:

$[{\rm M}]\{\ddot{U}\}+[C]\{\dot{U}\}+[{\rm K}]\{u\}=[{\rm M}]\{\ddot{U}{}_{\text{g}}\}$。

其中,$\ddot{U}$g为地震地面运动加速度波;[M]为质量矩阵;{$\ddot{U}$}为加速度向量;[C]为阻尼矩阵;{$\dot{U}$}为速度向量;[K]为刚度矩阵;{u}为位移向量。

地震地面运动加速度记录波形是一个复杂的时间函数,求解上述方程需要利用逐步计分的数值方法,则上述方程可以改写为增量形式$[{\rm M}]\{\text{Δ}\ddot{U}\}+[C]\{\text{Δ}\dot{U}\}+[{\rm K}]\{\text{Δ}u\}=[{\rm M}]\{\text{Δ}\ddot{U}{}_{\text{g}}\}$,进一步可以获得拟静力方程:

[K*]i+1{Δx}i+1={ΔP*}i+1,求出{Δx}i+1后,就可以得到i+1时刻的位移、速度、加速度及相应的内力和变形,并作为下一步计算的初值,一步一步的求出全部结果——结构内力和变形随时间变化的全过程。

地震波选用西安市抗震办公室所提供的3条大震地震波:AL1(Amax=328 gal,Tg=0.8);AL2(Amax=402 gal,Tg=0.8);AL3(Amax=336 gal,Tg=0.8),取结构恢复力模型为退化三线性模型,计算模型取等效层模型,利用中国建筑科学研究院编制的多层及高层建筑结构弹塑性动力、静力分析软件EPDA(Elastic-Plastic Dynamic Analysis & Elastic-Plastic Static Analysis,弹塑性动力、静力分析)进行时程分析,从而得到结构楼层位移曲线及结构层间位移曲线,由此可以得出结构的薄弱层在第四层,最大层位移角1/39,但依据《89规范》第4.5.6条:框架结构,轴压比小于0.4且柱全高的箍筋构造按本规范表6.3.10中上限值时,层间弹塑性位移角可放大25%,即[Qp=37.5]>1/39,满足规范要求。

4 构造设计

我国《89规范》提出“小震不坏,中震可修,大震不倒”的抗震设防目标,其中“大震不倒”提出延性要求。延性框架要求做到“强柱弱梁,强剪弱弯”。应尽量实现“梁铰机制”。设计中调整柱端的实际承载力使其大于梁端实际承载力,满足规范要求。严格限制柱轴压比在0.7(中、边柱)、0.9(角柱),柱体积配箍率按《89规范》表6.3.10中上限值采用,以加强对混凝土的约束,从而提高柱的变形能力;同时1层～4层柱箍筋全程加密,提高框架的变形能力。限制梁端配筋率在2.0以下,加强梁端箍筋,保证在地震往复作用下梁两端能够形成塑性铰,不发生剪切破坏。进行节点核心区的验算,使得节点具有足够的承载力,要求加强核心区混凝土的浇筑质量,以保证混凝土和钢筋的粘结。

参考文献

[1]GBJ 11-89,建筑抗震设计规范[S].

[2]GBJ 10-89,钢筋混凝土结构设计规范[S].

[3]胡庆昌.钢筋混凝土房屋抗震设计的延性问题[A].创作.理性.发展——北京市建筑设计研究院学术论文选集[C].2006.

[4]沈聚敏,周锡元.抗震工程学[M].北京:中国建筑工业出版社,2007.

[5]龚思礼.建筑抗震设计手册[M].北京:中国建筑工业出版社,2001.

地震作用下张弦梁结构动力时程分析 篇3

关键词：张弦梁,有限元,时程分析

张弦梁结构是一种新型的空间结构形式，结构由刚度较大的抗弯构件和高强度的索以及连接两者的撑杆组成，通过对柔性构件施加拉力，使相互连接的构件成为具有整体刚度的结构。虽然这种大跨张弦梁结构已经应用于诸多实际工程中，但是关于其理论和试验的系统研究尚在初步阶段，关于其动力稳定问题还存在一定程度的空白。从国内外空间结构动力稳定的相关文献看，张弦梁结构的动力稳定性研究是空间结构领域里的前沿课题之一。

1 结构特点

张弦梁结构(Beam String Structure，简称BSS)是日本大学M.Saitoh教授在20世纪80年代提出的一种新型的空间结构形式，张弦梁结构通过撑杆将上弦构件和下弦高强钢丝索组合共同工作。可以通过对钢丝索施加预张力使结构产生反拱，从而减小结构的挠度，同时由于钢索抵消了拱脚水平推力，充分发挥了拱形结构的受力优势和索材的高强抗拉性能。

张弦梁式结构通过张拉下弦索两端的张力来平衡上弦构件产生的外推力，一刚一柔，形成力学上的美。它是介于刚性结构和柔性结构之间的半刚性结构，张弦梁结构具有很多优点：

1)承载能力高，张弦梁结构中索内施加的预应力可以控制刚性构件的弯矩大小和分布。2)荷载作用下的结构变形小，张弦梁结构中的刚性构件与索形成整体刚度后，这一空间受力结构的刚度就远远大于单纯刚性构件的刚度，在同样的使用荷载作用下，张弦梁结构的变形比单纯刚性构件小得多。3)自平衡功能强，索的引入可以平衡侧向力，从而减少对下部结构抗侧性能的要求，并使支座受力明确，易于设计与制作。4)结构稳定性强，在保证充分发挥索的抗拉性能的同时，由于引进了具有抗压和抗弯能力的刚性构件而使体系的刚度和形状稳定性大为增强。5)建筑造型适应性强，制作、运输、施工方便。由于张弦梁结构的构件和节点的种类、数量大大减少，这将方便该类结构的制作、运输和施工。此外，通过控制钢索的张拉力还可以消除部分施工误差，提高施工质量。

2 受力机理

张弦梁结构是张弦结构体系中最早出现的。张弦梁结构体系可以根据建筑平面及结构受力的需要采用单向、双向或多项布置，是目前大跨度结构形式中一种可行的方案。当跨度较小时，可采用直梁;跨度较大时则采用拱、桁架等形式。

张弦梁结构的受力机理为：通过在下弦拉索中施加预应力使上弦压弯构件产生反挠度，结构在荷载作用下的最终挠度减小，而撑杆对上弦的压弯构件提供弹性支撑，改善结构的受力性能。上弦的压弯构件一般采用拱梁或桁架拱，在荷载作用下拱的水平推力由下弦的抗拉构件承受，减轻拱对支座产生的负担，减小滑动支座的水平位移。由此可见，张弦梁结构可充分利用高强索的强抗拉性改善整体结构受力性能，使压弯构件和抗拉构件取长补短，协同工作，达到自平衡，充分发挥了每种构件材料的作用，是大跨度空间结构中典型的刚柔结合的混合结构体系。

3 计算方法

本文采用时程分析法对结构分别进行水平和竖向激励，分析结构动内力变化规律。Δt时间步内增量形式的振动平衡方程为：

式中,[M]为质量矩阵;[C]为比例阻尼矩阵;[K]为刚度矩阵;x..(t)、x.(t)、x(t)分别为Δt时间步内加速度向量、速度向量和位移向量;f(t)为地面运动向量。

由于地震波的随机性及不同地震波计算结果的差异性，合理选择地震波进行直接动力分析是保证计算结果可靠性的重要前提，为了准确获得张弦梁结构在地震荷载作用下的动力响应情况，选用的地震波采用国家地震局批准的烈度表，根据相关设防烈度进行峰值折算，调整加速度最大幅值。

4 算例分析

选取某榀张弦梁钢屋盖为研究对象，跨度为60m，桁架上弦使用稳定性能好的倒三角断面的钢管桁架，张弦桁架上弦采用Ф318.5x8钢管，下弦采用Ф355.6x8钢管，腹杆为Ф216.3x8钢管。桁架采用3m等宽，跨中矢高为3m。上弦立体桁架与下弦拉索之间的撑杆采用Ф216.3x8钢管。桁架和撑杆均采用国产Q345B低合金钢。下弦拉索由377Ф7钢丝加工而成，强度级别为1570MPa，极限承载力为20000kN，两端通过特殊的冷铸组件与铸钢节点连接。撑杆上下两端通过特殊的冷铸锚组件与铸钢节点连接。张弦桁架的两端分别端为水平滑动铰支座和固定铰支座，如图1所示。

运用有限元软件Midas对张弦梁结构进行地震荷载输入响应分析，可得振型如图2所示。通过不同工况的分析可知，水平方向地震作用对上弦最大轴力影响最大，最大动内力由边跨到跨中轴力逐渐减小，腹杆最大轴力发生在跨中，竖向反应谱作用下，腹杆内力在跨中附近波动较大。下弦最大轴力发生在1/4跨度附近，水平地震内力和竖向地震内力差别不大。

5 结论

本文通过对张弦梁结构在地震荷载作用下的动力时程分析，可得：

1)预应力张弦梁结构在地震作用下，受力形式合理，是一种新型大跨度结构体系。2)承受地震荷载时，张弦梁结构上弦跨中弯矩和上弦边部单元轴力受动载影响较大。3)张弦梁结构的上弦、下弦和腹杆在受到地震作用时都会产生较大轴向压力，应重视结构稳定的计算。4)在预应力张弦梁结构中，索的作用是使结构张拉成型。索在承受静荷载和地震作用时，内力有松弛现象。

参考文献

[1]杨雪梅.大跨度张弦梁的结构特点和设计分析[J].工程建设与设计,2010.

地层—结构时程分析 篇4

近年来, 建筑结构发展趋向于高柔化、轻质化, 其在地震等作用下更易产生振动和大幅变形, 因此对建筑结构进行动力分析具有重要的现实意义。目前, 国内外许多学者普遍采用动力时程分析法对高层建筑结构的地震响应进行研究[1,2,3]。然而在求解过程中, 一是采用有限单元法计算单元刚度矩阵, 累计误差通常较大;另外在求解动力方程时, 采用只具有一阶或二阶精度的传统Newmark-β和Wilson-θ法, 计算结果精度较低, 尤其是在高频阶段。钟万勰等[4,5,6]后来提出了哈密顿对偶体系及求解动力方程的精细积分法, 从而能够求得地震反应下的高精度数值解。

本文在以上研究的基础上, 基于哈密顿体系理论, 由两端边值问题精细积分法中的区段混合能矩阵, 导出框剪结构的层单元刚度矩阵, 利用有限元刚度集成法形成总刚矩阵, 采用初值问题的精细积分法来求解动力方程, 进一步提高了地震反应数值解的计算精度。

1 基本假定

框剪结构是由框架和剪力墙两种类型的抗侧力单元组成, 本文中把每榀框架和剪力墙均看作竖放的铁摩辛柯梁, 每个抗侧力单元都考虑其弯曲和剪切变形;楼板是弹性的, 可看作平放的深梁, 只考虑其剪切变形, 而且楼板的作用不沿结构高度连续化[7], 而是认为作用在结构楼层的标高处, 各榀平面抗侧力单元在同一楼板高度处的侧向位移是不相同的。

计算模型如图1所示:共有r个抗侧力单元, 每个抗侧力单元的抗弯刚度为Di=EiIi, 抗推刚度为Ci, 截面转角为θi, 侧移为vi, 楼板、连梁及框架梁对抗侧力单元的作用看做楼层标高处的弹性支承, 对抗侧力单元的侧向移动和截面转动都有约束, 在第i个抗侧力单元第j层楼板处, 弹性支承的弹性系数分别为, 抗侧力结构上作用的分布水平外载为qi。

2 框剪结构协同分析的哈密顿体系

框剪结构非连续化假定下协同分析的拉格朗日函数矩阵形式为[7]:

通过引入q的对偶变量广义力p=K·22q+K21q, 并将拉格朗日体系导向哈密顿体系, 可得哈密顿函数为[8,9]:

式中, A=-k-122k21, B=k11-k12k-122k21, D=-k-122, hq=0, hp=-g。

3框剪结构的刚度矩阵

框剪结构被看作顶部自由, 底部固定的并联悬臂铁木辛柯梁模型, 结构的单元刚度矩阵利用两端边值问题精细积分法中区段混合能矩阵F, G, Q来表示[6]。

将结构沿高度按楼层分为若干单元 (区段) , 并在楼层标高处增加一长度为零的“区段”, 用以表示楼板、连梁或框架梁对框-剪单元的作用。通过精细积分法中区段混合能矩阵与哈密顿常数矩阵A, B, D的关系, 得到第j个单元 (区段) 的混合能矩阵F'j, G'j, Q'j, 然后合并楼板标高处长度为零的“区段”, 得到每层楼最终总的混合能矩阵Fj, Gj, Qj, 即楼层单元混合能矩阵。然后通过楼层单元混合能矩阵与节点位移和力的关系, 有:

式中, qj=v1j, v2j, …, vrj, θ1j, θ2j[, …, θ]rjT, pj=V1j, V2j, …, Vrj, M1j, M2j[, …, M]rjT。

可得到每层楼 (结构单元) 的刚度矩阵:

利用有限元刚度集成法形成总刚矩阵, 并引入顶部自由, 底部固定的边界条件, 则整体刚度矩阵为:

4 质量及阻尼矩阵

建立结构的动力方程, 必须考虑结构的质量矩阵及阻尼矩阵。

4.1 质量矩阵

本文采用多质点体系模型, 将结构的质量集中于楼层处, 其特点是质量矩阵与位移向量相对应且是对角矩阵, 每一层有2r个自由度。则

式中, Mj=diag (ρA1hj, ρA2hj, …, ρArhj, ρI1hj, ρI2hj, …, ρIrhj) ;ρ为结构材料密度;N为结构的总层数;hj为按与楼板相邻上、下层半高之和计算, j=1, 2, 3, ……, N。

4.2 阻尼矩阵

本文计算中采用瑞雷 (Rayleigh) 阻尼, 结构阻尼矩阵的计算公式为:

ωi、ωj分别为第i、j振型自振频率, 高层建筑通常取i=1, j=3;ξi、ξj为振型的阻尼比, 可由试验得出, 一般均取0.05;对于ωi和ωj的求解, 可由[K]-ω2 ([]) M{}X=0求得, 具体算法可参见文献[10]。

5 数值计算

本文利用初值问题的精细积分法进行框剪结构的地震反应分析, 由以上分析可得框剪结构的动力方程为:

式中, q, ·q, q¨分别为体系广义的位移向量、速度向量和加速度向量;I为单位列向量;Xg¨为地震时地面运动水平加速度向量。首先将上式进行降阶处理, 转化为:

若将荷载作用时间分成时间步长为地震波时间步长η的若干时间间隔, 则上式 (9) 的解可表示为:

式中, 把h (τ) 中的地震作用力F等效为各时间段处的集中力F'=-MIXg¨ (tk) η, hk=[0, F']T, 具体降阶转化及式 (10) 中指数矩阵和特解的计算参见文献[11,12,13]。从而可得方程 (9) 的解为:

代入初值ν (t0) 后, 便可依次迭代求出每时刻tk对应的未知量。

6 算例验证

某框架-剪力墙结构平面图如图2所示, 上部结构层高h=3.0m, 共10层。构件尺寸:柱0.5m×0.5m;梁0.3m×0.7m;墙厚0.15m, 楼板厚0.15m。材料性质:E=3.25×104MPa, G=0.4E。每榀剪力墙的抗弯刚度Di=7.02×108k N·m2, 抗剪刚度Ci=1.95×107k N, 每榀框架的抗弯刚度为Di=6.506×108k N·m2, 抗剪刚度为Ci=4.6159×105k N。材料密度取为2.5×103kg/m3

对上述框剪结构进行动力时程分析。地震波采用美国加利福尼亚州EI-Centro地震记录, 峰值为341.7cm/s2在本例中, 地震波沿x方向作用于结构上, 计算时间长度t=8s, 划分的时间步长为Δt=0.02s。在常遇烈度7度下, 选定加速度峰值为35cm/s2。

利用本文编制的MATLAB语言程序对上述框-剪结构进行动力时程分析。可得出各榀抗侧力单元顶层水平位移随时间变化的结果, 顶层的最大位移、最大层间位移以及对应的时刻, 将其列入表1所示。

为了更好地观察结构在多遇地震作用下的地震反应过程, 将结果绘成如图3~5所示的曲线。

由于剪力墙结构的刚度要大于框架结构的刚度, 其抗侧移的能力要优于框架结构, 由上面3图形也可看出, 在多遇地震作用下, 中间框架抗侧力单元的顶层侧移要大于边墙的侧移。第二榀或者第四榀框架抗侧力单元都受到剪力墙的影响, 侧移要比第三榀侧移小, 第三榀顶层侧移为最大, 最大值分别为26.17mm;图4是任意选择的时刻各榀抗侧力单元各楼层的位移时程曲线, 结构位移变化有时为正, 有时为负, 符合地震动时刻反应情况;图5中表明结构各榀抗侧力单元的整体位移曲线主要呈现有弯曲型、剪切型以及弯剪型, 符合框架、剪力墙以及框-剪结构的变形特点, 也体现了框架受剪力墙影响后的变形特点;从图中还可得出各抗侧力单元的层间最大位移角均满足现行规范中弹性层间位移角限值的要求, 并且结构没有出现明显的薄弱层, 表明整个结构在多遇地震作用下是处在弹性工作的状态。

7 结语

本文运用了哈密顿对偶体系和精细积分法, 提出了一套关于框架剪力墙高层建筑结构动力时程分析计算的新方法, 该算法还适用于框架、剪力墙、筒中筒等高层建筑结构, 且具有概念清晰、精度高、计算量少和易操作等特点, 便于对此类实际工程的初步设计提供依据。

[ID:001153]

摘要：本文采用框剪结构的并联铁摩辛柯梁模型, 从结构总势能出发, 求得框剪结构非连续化假定下协同分析的哈密顿对偶体系, 由两端边值问题精细积分法中的区段混合能矩阵推导出结构的层单元刚度矩阵, 利用有限元刚度集成法形成总刚矩阵;然后采用初值问题的精细积分法对框剪结构进行动力时程分析, 并采用Matlab编制相应的程序。以某10层框剪结构为例, 验证了本文方法的可靠性与可行性, 本方法也适用于其它高层建筑结构如框架、剪力墙、筒中筒等结构。

地层—结构时程分析 篇5

《型钢混凝土组合结构技术规程》中,将型钢混凝土组合结构(Steel Reinforced Concrete Composite Structure)定义为混凝土内配置轧制型钢或焊接型钢和钢筋的结构,简称SRC结构。结合我国的国情,考虑到工程造价、施工工艺、施工周期等各个因素的影响,在结构中完全采用型钢混凝土结构是不现实的,而只能在一些结构的关键部位使用。本文所要研究的型钢混凝土—钢筋混凝土组合结构是在SRC结构的基础之上,在我国有广泛的应用前景。

时程分析法[1]通过逐步积分进行结构弹塑性动力分析,可以计算出地震反应全过程中各个时刻的内力和变形状态,确定结构开裂和屈服的时刻和顺序,发现应力和塑性变形集中的部位,从而判明结构的屈服机制、薄弱环节及可能的破坏类型。

1 动力方程

在对结构进行弹塑性反应分析时,因为刚度矩阵随着时间而变化,振型频率也随时间而变化,因而振型分解法不宜在此使用,只能应用逐步积分法的直接动力法。要准确地研究结构或构件的弹塑性动力反应,需要解决的问题有很多,主要包括:地面运动、结构或构件的恢复力模型,计算模型的选取,动力方程的数值解法等。

一般多自由度体系的动力方程为:

$[{\rm M}]\{\ddot{x}\}+[C]\{\dot{x}\}+[{\rm K}]\{x\}=-x{}_{\text{g}}[{\rm M}][{\rm I}]$ (1)

其中,[M]为质量矩阵;[C]为阻尼矩阵;[K]为刚度矩阵;xg为地面加速度;[I]为时间t的函数;{$\ddot{x}$},{$\dot{x}$},{x}分别为结构的加速度、速度和位移反应列阵,均为时间t的函数。

当地面运动已知时,通过动力方程式(1)求解{$\ddot{x}$},{$\dot{x}$},{x}采用逐步积分法。

多自由度体系在多维空间体系下的动力方程为:

$\begin{array}{l}\left[\begin{array}{cc}[{\rm M}]& \\ & [{\rm I}]\end{array}\right]\left\{\begin{array}{l}\ddot{u}\\ \ddot{\theta }\end{array}\right\}+[C]\left\{\begin{array}{l}\dot{u}\\ \dot{\theta }\end{array}\right\}+\left[\begin{array}{cc}{\rm K}{}_{uu}& {\rm K}{}_{u\theta }\\ {\rm K}{}_{\theta u}& {\rm K}{}_{\theta \theta }\end{array}\right]\left\{\begin{array}{l}u\\ \theta \end{array}\right\}=\\ -\left[\begin{array}{cc}[{\rm M}]& \\ & [{\rm I}]\end{array}\right]\left\{\begin{array}{l}u{}_g\\ \theta {}_g\end{array}\right\}(2)\end{array}$

其中,[I]为截面惯性模量;{$\ddot{u}$},{$\dot{u}$},{u},{$\ddot{\theta }$},{$\dot{\theta }$},{θ}分别为结构平动的加速度、速度和位移反应列阵与转动的加速度、速度和位移反应列阵[2]。

要将上式得出结果,需要确定结构的力学模型、恢复力模型、阻尼比和地震波等条件,还需一个良好的数值积分方法。

2 算例模型

本例中的计算模型为9层型钢混凝土—钢筋混凝土组合结构框架,首层层高3.6 m,其他层层高3 m,总高度是27.6 m,结构平面图如图1所示,结构立体图如图2所示,场地类别为Ⅱ类,场地土特征周期为0.45 s,抗震设防烈度为7度,属丙类建筑,抗震等级为三级,设地震分组为第一组,设计基本加速度值为0.1g。采用全框架结构体系,楼面采用150 mm厚混凝土板,板采用壳单元模拟,框架梁的尺寸为500 mm×250 mm,框架柱的尺寸及柱中型钢尺寸如表1所示,梁、柱采用HRB335级钢筋,柱的混凝土强度等级C30,梁的混凝土强度等级C20,楼面恒载取4.0 kN/m2,活载取2.0 kN/m2;屋面恒载取4.5 kN/m2,活载取0.5 kN/m2[3,4]。文中的方案一为纯框架结构,方案二、方案三为型钢混凝土与普通钢筋混凝土的组合结构。

按照抗震规范,地震波选用EL-Centro波,其记录峰值加速度为341.7 gal,卓越周期为0.55 s,时间步长为0.02 s,持续时间为30 s,按照7度基本烈度加速度时程曲线最大值要求,将地震波的峰值加速度放大值100 gal,在ETABS中输入放大系数1 000/341.7=2.926 5。在基本烈度下的非线性弹塑性时程分析时,根据抗震规范,框架结构在多遇地震下的阻尼比,对超过12层的可采用0.02;在罕遇地震下的分析,阻尼比可采用0.05。

3 计算结果

各种结构的顶点加速度、层间位移及层间位移角分别如图3～图5所示。

4 结语

从三种方案的顶点加速度曲线可以看出,型钢混凝土的消能减震效果明显;当然它们的层间位移角都小于1/50,符合规范要求。在EL-Centro波作用下,型钢混凝土组合结构的最大位移比纯框架结构的要小,其耗能性能比混凝土框架结构要好,故而应该推广使用型钢混凝土组合结构。

摘要：指出型钢混凝土组合结构以较低的造价实现了优越的结构性能,在我国具有广阔的应用前景,研究了该类结构在地震反应过程中各个时刻位移、加速度等情况,结果表明,型钢混凝土组合结构具有良好的抗震性能。

关键词：型钢混凝土,加速度,抗震性能,时程分析

参考文献

[1]蒋丽忠,王臣.型钢混凝土—钢筋混凝土组合框架结构的地震弹塑性时程分析[J].铁道科学与工程学报,2008,5(2):18-24.

[2]包世华,方鄂华.高层建筑结构设计[M].第2版.北京:清华大学出版社,2000.

[3]GB 50009-2001,建筑结构荷载规范[S].

[4]陈基发,沙志国.建筑结构荷载设计手册(第二册)[M].北京:中国建筑工业出版社,2004.

[5]吕西林.高层建筑结构[M].武汉:武汉工业大学出版社,2000.

[6]齐欣.型钢混凝土—钢筋混凝土混合框架抗震性能分析[D].成都:西南交通大学,2003.

地层—结构时程分析 篇6

框筒结构由密柱深梁组成,在水平外载作用下呈现明显的剪力滞后效应。对框筒结构进行受力分析,常常将框筒结构连续化,等效成各向异性板。本文采用连续化假定,在考虑剪力滞后效应的影响下,对框筒结构进行动力时程分析。基于哈密顿理论、精细积分法导出结构的层单元刚度矩阵,利用有限元刚度集成法形成总体刚度矩阵。采用动力时程分析的精细积分法来研究结构在地震作用下的反应。

1 基本假定

框筒结构为由密柱深梁组成的筒体,计算模型如图1所示,在分析时不考虑结构扭转,采用如下的假定:楼板为刚性楼板;框筒采用连续化模型,等效成正交异性平板和角柱围成的薄壁实腹筒;考虑弯曲和剪切变形,并考虑剪力滞后效应。

截面双轴对称,地震作用沿x方向,2a和2b分别是框筒腹板和翼缘的长度;t、E和G分别是框筒等效连续化后的各向正交异性板的等效厚度、弹性模量和等效剪切模量;

结构选取3个广义位移,即沿x轴方向的侧移u(z)、翼缘翘曲位移最大纵向位移差函数W(z)、断面绕y轴转角θy(z)[1,2]。

下面给出框筒结构的位移表达式。假设翼缘翘曲位移沿板宽方向为二次抛物线分布:

undefined (1)

假设腹板翘曲位移沿板宽方向为线性分布:

ww=-xθy(z) (2)

角柱上的翘曲位移为:

wc=aθy(z) (3)

2 框筒结构受弯分析的哈密顿体系

由以上基本假定写出框筒结构的总势能:

翼缘的应变能:

undefined (4)

腹板的应变能:

undefined (5)

角柱的应变能:

undefined (6)

结构外力势能:

Πq=-∫undefined(qu)dz (7)

式中,q为外部荷载。

最终得到的结构总势能为:

Π=Πf+Πw+Πc+Πq (8)

将(1)式,(2)式和(3)式求得的位移分量代入(8)式,整理后可得出框筒结构考虑剪力滞后时的拉格朗日函数为[3]:

undefined

其中K12=K21T,且:

式中,Aw和Ac分别是一片腹板和一根角柱的面积,其中角柱的面积应刨去相邻两根中柱面积之和的一半,它们已计入翼缘和腹板中,Aw=2at;If、Iw、Ic分别是一片翼缘、一片腹板和一根角柱绕y轴的惯性矩,undefined。

通过引入q的对偶变量undefined,可导出哈密顿函数为[4]:

undefined

其中,A=-KundefinedK21,B=K11-K12KundefinedK21,D=-Kundefined,hq=0,hp=-g。

3 框筒结构的刚度矩阵

结构被看成顶部自由,底部固定的薄壁筒模型,结构单元刚度矩阵利用两端边值问题的精细积分法中的区段混合能矩阵F,G,Q来表示。

结构总层数为N,将结构沿高度按楼层分为N个单元,通过精细积分法中区段混合能矩阵与哈密顿函数中的矩阵A,B,D,的关系,得到第j个单元的混合能矩阵Fj,Gj,Qj。然后通过混合能矩阵与节点位移和力的关系可得[4,5]:

undefined

于是可求得每层楼的单元刚度矩阵:

利用有限元刚度集成法集成总体刚度矩阵,引入顶部自由,底部固定的边界条件,则结构整体刚度矩阵为:

4 框筒结构的质量矩阵和阻尼矩阵

质量矩阵采用多质点体系模型,将结构的质量集中于楼层处,特点是质量矩阵与位移向量相对应,并且是对角矩阵,每一层有3个自由度,则

M=diag(M1,M2,…,MN) (14)

式中,undefined为结构的材料密度,hj按与楼板相邻的上、下层半高之和计算。

阻尼矩阵采用瑞雷阻尼,其计算公式为:

C=a0M+a1K (15)

式中,undefined、ωj分别为第i、j振型的圆频率,ξi、ξj分别为第i、j振型的阻尼比,高层建筑一般取i=1,j=3;ωi和ωj可由([K]-ω2[M]){X}=0有非零解求得[6]。

5 动力时程分析的精细积分法

本文利用初值问题的精细积分法进行地震反应分析,由以上分析可得筒中筒结构的动力方程为[7]:

式中,undefined分别为体系的广义位移向量、速度向量和加速度向量,I为各元素均为1的列向量,undefined为地震时地面运动水平加速度。

计算上式应先进行降阶处理,引进对偶变量undefined,并令v=(q,p)T;可得动力方程转化为哈密顿正则方程:

若将荷载作用时间分成步长为地震波时间间隔η的若干时间段,则式(17)的解可表示为:

v(tk)=eHηv(tk-1)+∫undefinedeH(tk-τ)h(τ)dτ (18)

将初值v(t0)代入,采用迭代法可依次求出每个时刻tk对应的未知量。

6 计算实例

取文献[8]中的工程实例分析,某筒体结构的平面图如图2所示:层高均为3.00 m,共10层,角柱截面尺寸为0.9×0.9(m),中柱截面尺寸为0.5×0.9(m),梁截面均为0.35×0.8(m),柱距为3.00 m,楼板厚度为0.12 m,钢筋混凝土的弹性模量E=3×104MPa,泊松比μ为0.33,结构的材料密度取为2.5×103 kg/m3。

对上述结构进行动力时程分析,地震波采用美国加利福尼亚州EI-Centro地震记录,它的特征周期为0.3～0.4。在本例中,地震波沿x方向作用于结构上,计算时间长度t=2 s,时间步长为Δt=0.04 s,加速度峰值为0.341 m/s2。瑞利阻尼系数取值分别为:a0=0.2,a1=0.1。

利用编制的MATLAB语言程序对上述筒中筒结构进行动力时程分析。为了更好的文献中的计算结果进行比较,将两者结果同绘于图3,本文其他分析结果如图4～7所示。

从以上结果可得出:本文计算结果及变化规律与文献中用QR方法结果基本一致,本方法分析动力时程问题是可行的。本文运用哈密顿对偶体系和精细积分法,此算法概念清晰、计算量少、适用性强并且易于操作,为此类实际工程的设计提供了依据。

参考文献

[1]周娟.筒中筒结构弯扭分析的精细积分法[D].邯郸:河北工程大学硕士学位论文,2008.

[2]包世华,周坚.薄壁杆件结构力学[M].北京:中国建筑工业出版社,2006.

[3]钟万勰.应用力学对偶体系[M].北京:科学出版社,2002.

[4]胡启平,王颖.筒中筒结构动力时程分析的精细积分法[J].湘潭大学自然科学学报,2011.

[5]胡启平,王颖.框剪结构动力时程分析的精细积分法[J].河北工程大学学报(自然科学版),2011.

[6]包世华.高层建筑结构计算[M].北京:高等教育出版社,1991.

[7]汪梦甫,周锡元.结构动力方程的高斯精细时程积分法[J].工程力学,2004,21(4):13-16.

地层—结构时程分析 篇7

大型火电厂是每一个中小型的城市在发展与建设过程中必须考虑并且建设的一项基础设施, 在对大型火电厂进行设计与建设施工的时候, 一定要考虑到大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应的研究与分析, 本文将会针对这方面的内容进行一系列的介绍。

1. 研究大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应的意义

1.1 有利于提高大型火电厂的抗震性

非建筑行业的人或许并不了解什么是大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应, 更不会了解研究这一内容的意义。首先, 研究这一内容的重要意义之一就是可以提高大型火电厂的抗震性。大型火电厂主厂房框排架结构的弹塑性时程反应所反映的实质内容就是大型火电厂主厂房能够承受的抗震能力。简单的来说就是当外界环境发生强烈的改变与撞击的时候, 例如地震、外物的碰撞。大型火电厂主厂房能够保持原有状态的程度即它的抗震能力。弹塑性时程反应就是研究当主厂房发生上述状况时候能够承受的强度, 通过研究可以更好的了解这方面的内容, 进一步更好的开展相关的设计工作, 从而使得大型火电厂主厂房框排架结构的抗震性能够得到明显的改善与提高。

1.2 延长大型火电厂的使用年限

延长大型火电厂的使用年限也是研究大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应的意义之一。火电厂在使用的过程中是需要进行定期的维护与保养的, 简单的来说火电厂的使用年限与它的方方面面都息息相关。火电厂的主厂房是火电厂的核心部位, 相当于它的心脏。火电厂当四肢或者其它部位出现问题的时候检修的难度不会很大, 对火电厂正常的运作也不会产生太大的影响, 可是当火电厂的心脏出现问题的时候, 即主厂房出现问题的时候, 那么火电厂将会处于瘫痪状态, 对整个火电厂带来的影响是非常的巨大的。因此, 研究大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应, 可以有效的提高火电厂主厂房的安全性与使用年限, 从而进一步延长整个火电厂的使用年限。

1.3 增强大型火电厂施工计划的可行性

在进行大型火电厂施工建设的时候, 需要对整个火电厂进行必要的研究与设计, 设计与研究工作的内容包含整个火电厂的厂区, 其中就包含火电厂的主厂房。这也就是说主厂房的设计工作对火电厂整体的设计工作将会产生重要的影响, 这也就意味着, 研究大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应可以增强大型火电厂施工设计的可行性。通过对大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应的研究与分析, 更好的对主厂房的施工计划进行详细的、全面的设计, 从而使得火电厂法整体设计工作更加顺利的开展。

2. 大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应相关基础内容介绍

所谓的弹塑性时程反应是指:通过对被测量的建筑物施加一定的地震波, 从而对被测量的建筑物的抗震性能与形变性能进行研究的一种方法。它的计算方法有很多种, 根据不同的测量需求可以采用不同的测量方法。弹塑性时程反应分析方法能够得到广泛应用的原因主要有以下几点:首先, 测量的结果明确。通过弹塑性时程反应分析方法测量的建筑物可以直接的得出相关的结论, 并不需要进行二次分析与计算, 可以很大程度上节约一定的时间、人力与物力;接着, 最大限度的减少分析结果的偶然性也是弹塑性时程反应分析方法的优点之一[1]。一般的分析方法在进行应用的过程中存在着一定的偶然因素, 使得测量分析的结果与实际结果之间存在着一定的偏差, 弹塑性时程反应分析方法不存在这样的问题, 它能够最大限度的减少偶然事件的发生;此外, 操作简单、用时时间短也是人们接受弹塑性时程反应分析方法的重要原因。其实, 弹塑性时程反应分析方法在使用的过程中还是存在着一定的缺点的, 但是随着技术的不断完善, 这些缺点正在逐渐的被克服。

3. 大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程反应的相关内容分析

3.1 弹塑性时程反应强度分析

在开展火电厂主厂房的弹塑性时程反应分析的时候, 主要的工作内容包括两方面, 首先给大家介绍的是弹塑性时程反应强度的分析与测量。反应强度是弹塑性时程反应的重要指标之一, 不同的反应强度所对应建筑物的抗震性行也是有所差别的, 简单的来说, 当被测建筑物的反应强度越强, 建筑物维持原有形态的能力越好, 那么它的抗震性能越高。因此, 对火电厂主厂房的弹塑性时程反应强度进行测量是其主要的工作内容之一。

3.2 弹塑性时程反应位移分析

弹塑性时程反应位移分析也是火电厂主厂房弹塑性时程反应测量与分析过程中主要的工作之一。当建筑物受到外力的时候, 不同的原材料接触的角度与方位将会发生一定的改变, 我们称之为位移, 位移包括横向位移、纵向位移、向上位移、向下位移与全方位位移。位移的程度也是衡量一个建筑物抗震性能的重要指标之一。当受到外力攻击与改变的时候, 建筑物发生的各方向的位移越小, 它的抗震性能就越强。因此, 对火电厂主厂房的弹塑性时程反应位移进行测量与分析是判定主厂房抗震能力的重要参数之一。对其抗震能力的判定起着一定的决定性作用。

4. 提高大型火电厂主厂房框排架结构弹塑性时程的几点意见

4.1 选择专业的人员开展相关的设计与测量工作

想要更好的开展火电厂主厂房弹塑性时程反应分析工作, 需要采取一定的措施, 首先可以采取的措施就是选择专业的人员开展相关的设计与测量工作。弹塑性时程反应分析方法是一门专业性比较强的技术, 并不是每一个人都能够很好的从事这一工作。专业的人员相对来说掌握更加专业的知识与工作经验, 能够更好的开展相关的设计与测量工作。此外, 专业的人员所设计的工作方案更加的具有权威性与合理性, 在工作的过程中可以最大限度的减少一些不必要问题的发生[2]。因此, 相关的部门应该加大资金的投入雇佣专业的人员开展相关的工作, 此外, 相关部门在条件允许的前提下, 应该定期的对工作人员的专业技能进行培训。从而使得他们掌握最新、最全的相关知识, 进一步促进他们更好的开展分内的工作。

4.2 保障建筑施工材料的质量

保障建筑施工材料的质量也是可以采取的措施之一, 主厂房的弹塑性时程能力与建筑所使用的建筑材料具有很大的关系, 如果所使用的建筑材料质量不过关, 那么弹塑性时程反应分析结果就会偏低, 火电厂主厂房的抗震能力将会大打折扣, 很难得到一定的保障。如果能够保证建筑施工的材料, 那么将会在很大程度上提高弹塑性时程反应的整体性能。想要保障建筑施工材料可以从以下几方面入手:首先, 加大资金的投入购买质量合格的产品。在进行原材料采购的时候, 相关的采购人员应该进行大量的信息收集与整理, 在满足材料质量的前提下, 尽可能的购买价格较低的产品;此外, 当材料进入建筑工地的时候, 要加强对材料的监督审查工作, 确保没有不符合规定的产品进行施工场地。

结语:以上内容就是本文的相关分析与介绍, 弹塑性时程反应在火电厂建设方面的应用是不可替代的, 希望我国的这项技术能够得到更好的发展, 从而更好的服务于建设工作的开展。

参考文献

[1]白晓红, 白国良, 吴涛.钢筋混凝土框排架结构空间地震反应分析[J].工业建筑.2013 (11) .

[2]吴涛, 刘伯权, 白国良.大型火力发电厂钢筋混凝土框排架主厂房平扭耦联地震反应分析[J].工业建筑.2014 (11) .