某330 kV全戶內(nèi)式變電站結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)分析

李天天， 張俊發(fā)， 陶　 磊， 李　睿

(1.西安理工大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，陜西 西安 710048； 2.西安理工大學(xué) 水利水電學(xué)院，陜西 西安 710048；3.陜西省水利電力勘測設(shè)計研究院，陜西 西安 710001)

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某330 kV全戶內(nèi)式變電站結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)分析

李天天1， 張俊發(fā)1， 陶 磊2， 李睿3

(1.西安理工大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院，陜西 西安 710048； 2.西安理工大學(xué) 水利水電學(xué)院，陜西 西安 710048；3.陜西省水利電力勘測設(shè)計研究院，陜西 西安 710001)

全戶內(nèi)式變電站具有節(jié)約用地、外形美觀等優(yōu)點，但囿于電氣布置工藝要求，使結(jié)構(gòu)規(guī)則性不易滿足。目前該類結(jié)構(gòu)工程實例極少，缺乏實震檢驗，且相關(guān)研究尚不充分。本文以某擬建330 kV全戶內(nèi)式變電站結(jié)構(gòu)為研究對象，對其進行動力特性及地震反應(yīng)分析，得到了結(jié)構(gòu)在多遇和罕遇地震作用下的反應(yīng)，總結(jié)了結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)特點，評估了其抗震性能，并明確了抗震薄弱部位及破壞機理。結(jié)果表明，多遇地震下，結(jié)構(gòu)層間位移角滿足規(guī)范要求，但過大的樓面加速度惡化了其上設(shè)備的運行環(huán)境；罕遇地震下，結(jié)構(gòu)整體或主變壓器所在局部發(fā)生倒塌破壞，難以抵御罕遇水準的地震作用。建議采用隔減震技術(shù)，提高結(jié)構(gòu)的抗震性能及設(shè)備的安全儲備。

全戶內(nèi)式變電站； 不規(guī)則結(jié)構(gòu)； 非線性時程分析； 抗震性能； 隔減震技術(shù)

隨著我國社會經(jīng)濟的持續(xù)發(fā)展，對電力的需求量不斷增大，對供電的可靠性及質(zhì)量要求也愈來愈高，每年全國新建及擴建的變電站達到上百座。由于用地的日益緊張以及對功能、美觀等要求的提高，城市變電站越來越多地采用戶內(nèi)式變電站[1]。近三十年來，國內(nèi)外強震震害表明：變電站中電力建(構(gòu))筑物和電氣設(shè)施在地震作用下容易受到損壞[2-4]。目前，國內(nèi)外學(xué)者對戶外式變電站的電氣設(shè)施及戶內(nèi)式變電站中放置部分電氣設(shè)施的建筑結(jié)構(gòu)抗震問題已有一定研究[5-11]。全戶內(nèi)式變電站應(yīng)用時間短，實際震害積累欠缺，研究尚不充分。分析該類結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)特點，找出抗震薄弱環(huán)節(jié)，對提高其抗震能力是十分必要的。

本文以某擬建330 kV全戶內(nèi)式變電站生產(chǎn)綜合樓為研究對象，對該樓結(jié)構(gòu)進行動力特性及地震反應(yīng)分析，得到了其在多遇和罕遇地震作用下的反應(yīng)，總結(jié)了結(jié)構(gòu)的地震反應(yīng)特點，評估了結(jié)構(gòu)的抗震性能，并明確了其抗震薄弱部位及破壞機理。

1　工程簡介

全戶內(nèi)式變電站全站所有設(shè)備及人員用房集中于一棟生產(chǎn)綜合樓中，該樓為現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，地下一層，地上兩層，二層帶有錯層。地下一層布置有電纜層、消防設(shè)施等；地上一層布置有主變壓器室、散熱器室、電容器室、電抗器室、110 kV GIS室等；地上二層布置有330 kV GIS室、電容器室等。

結(jié)構(gòu)平面尺寸96 m×42 m，地下室層高4.0 m，地上一層層高7.9 m，二層在軸線～?處層高7.8 m，在軸線?～處層高10.9 m，在軸線～?處層高6.0 m，并分別在結(jié)構(gòu)標高4.0 m、10.9 m處設(shè)置一圈環(huán)梁作為加強層。結(jié)構(gòu)布置簡圖如圖1所示。

圖1　結(jié)構(gòu)布置簡圖Fig.1　The structural layout simplified plan

梁、板、柱等的混凝土強度等級均為C35，構(gòu)件主要尺寸：柱1 100×1 100、800×1 000、800×800，梁400×1 200、300×900、300×800，板厚200、150、120。主筋和箍筋均采用HRB400級鋼筋。結(jié)構(gòu)抗震設(shè)防烈度8度，設(shè)計基本地震加速度0.20g，設(shè)計地震分組第一組，場地類別II類，特征周期為0.35 s。建筑抗震設(shè)防類別為乙類。

為方便描述，采用直角坐標系，定義坐標系方向為：X向(縱向)，結(jié)構(gòu)長邊方向；Y向(橫向)，結(jié)構(gòu)短邊方向；Z向，結(jié)構(gòu)豎直方向。

2　計算分析模型

2.1結(jié)構(gòu)計算模型

采用通用有限元分析程序SAP2000 V15.1.1建立結(jié)構(gòu)的三維計算模型，其主要由梁、柱、板殼單元構(gòu)成。

1) 梁、柱單元

梁、柱單元采用框架單元來模擬，框架單元使用三維梁-柱公式，包括雙軸彎曲、扭轉(zhuǎn)、軸向變形、雙軸剪切變形等效應(yīng)。

2) 板殼單元

鋼筋混凝土樓板采用能同時考慮平面內(nèi)、平面外荷載和變形的薄殼單元模擬。由于樓板整體性較差，未采用剛性樓板假定。

3) 材料非線性定義

混凝土本構(gòu)模型選用Mander模型[12]，來考慮箍筋對核心混凝土的約束作用，滯回類型選用Takeda模型；鋼筋滯回類型選用Kinematic模型，本構(gòu)模型骨架曲線包括彈性區(qū)、理想彈塑性區(qū)、硬化及軟化區(qū)。

根據(jù)設(shè)計圖紙建立結(jié)構(gòu)SAP2000計算模型，如圖2所示，在不同單元之間添加自動邊束縛，連接無共有節(jié)點的相鄰對象，實現(xiàn)邊界處受力和位移的協(xié)調(diào)，底層柱固接于基礎(chǔ)。考慮到電氣設(shè)備的布置特點，將設(shè)備荷載當作恒載處理。模型共計1 186個節(jié)點，2 617個框架單元，691個薄殼單元。

圖2　結(jié)構(gòu)計算模型Fig.2　The structural calculation model

2.2潛在塑性鉸的設(shè)置

梁柱構(gòu)件的彈塑性通過對框架單元設(shè)置塑性鉸來實現(xiàn)。本文假定塑性鉸只出現(xiàn)在桿件端部，采用程序默認的鉸屬性，根據(jù)單元截面及設(shè)計規(guī)范規(guī)定的荷載組合算得截面配筋，依據(jù)FEMA-356[13]自動計算塑性鉸的相關(guān)參數(shù)。對結(jié)構(gòu)中所有柱單元指定軸力彎矩耦合的P-M2-M3鉸，設(shè)置在距柱兩端各0.1倍柱長處；對所有梁單元指定彎矩M3鉸，設(shè)置在距梁兩端各0.1倍梁長處。

SAP2000程序根據(jù)FEMA-356建議的模型，提供了由A-B-C-D-E五段曲線組成的塑性鉸骨架曲線模型，如圖3所示。

圖3　塑性鉸骨架曲線模型Fig.3　Plastic hinge skeleton curve model

圖3上點B、C、D、E分別表示鉸的屈服、達到極限強度、殘余強度、完全失效；點DIO、DLS和DCP代表鉸的能力水平，分別對應(yīng)于立即使用、生命安全和防止倒塌狀態(tài)。通過構(gòu)件的塑性鉸狀態(tài)，可以判斷結(jié)構(gòu)的塑性發(fā)展程度，進而對其抗震性能做出評估。

3　結(jié)構(gòu)動力特性分析

利用前述結(jié)構(gòu)計算模型，使用特征向量法進行模態(tài)分析，得到結(jié)構(gòu)的動力特性，其具有如下特點。

1) 基本周期明顯偏長

結(jié)構(gòu)基本周期為0.780 s，較同高度的常規(guī)房屋框架結(jié)構(gòu)明顯偏長。這是因為結(jié)構(gòu)柱網(wǎng)尺寸和層高較大(柱距多數(shù)不小于7 m，最大達9 m；地上層高均不小于6 m，最大達10.9 m)，二層有錯層，部分豎向抗側(cè)力構(gòu)件不連續(xù)，樓內(nèi)設(shè)備眾多，造成結(jié)構(gòu)空間剛度較小，整體質(zhì)量較大，致使基本周期偏長。

2) 振型整體性差，多為局部振型

結(jié)構(gòu)前三階振型分別為Y向平動、X向平動、整體扭轉(zhuǎn)，其中前兩階振型在其主方向質(zhì)量參與系數(shù)分別為0.60、0.62，當取到86階振型時才能在上述三個方向均滿足累積參與質(zhì)量不小于90%的要求?？梢娊Y(jié)構(gòu)振型雖然以前兩階為主，但較常規(guī)房屋結(jié)構(gòu)，振型整體性差；且局部振型偏多，參與系數(shù)很小，對累積質(zhì)量貢獻不大。說明結(jié)構(gòu)整體性較差，局部振動比較明顯。

3) 偏心扭轉(zhuǎn)較為顯著

結(jié)構(gòu)前兩階振型Z向扭轉(zhuǎn)分量RZ的質(zhì)量參與系數(shù)分別為0.32、0.10，整體扭轉(zhuǎn)較為顯著，其余振型局部扭轉(zhuǎn)振動明顯，這與結(jié)構(gòu)和電氣設(shè)備的布置特點有關(guān)。

結(jié)構(gòu)一層樓面兩側(cè)有大開洞，二層樓面一側(cè)整體凹進，二層帶錯層，部分豎向抗側(cè)力構(gòu)件不連續(xù)，削弱了結(jié)構(gòu)的整體性，在主變室區(qū)域或錯層處易發(fā)生局部扭轉(zhuǎn)振動。由于結(jié)構(gòu)平面及豎向不規(guī)則，引起剛度分布不均勻；樓內(nèi)電氣設(shè)備眾多，設(shè)備質(zhì)量和擺放形式多樣，造成質(zhì)量分布不均勻，加之質(zhì)量中心與剛度中心有所偏離，導(dǎo)致其整體偏心扭轉(zhuǎn)比較顯著。

4　結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)分析

4.1地震波的選取

根據(jù)工程所在場地的地質(zhì)資料，選取兩組實際三向地震記錄522波(水平分量：522-225、522-315，豎向分量：522-up)、2891波(水平分量：2891-EW、2891-NS，豎向分量：2891-up)和一組人工地震記錄(多遇地震和罕遇地震各一條)，進行時程分析。采用直接積分法，積分方式使用HHT法，阻尼比取0.05，選用Rayleigh阻尼。多遇地震加速度峰值調(diào)至70 cm/s2，罕遇地震調(diào)至400 cm/s2。522-225波、2891-EW波和多遇地震人工波的反應(yīng)譜與規(guī)范反應(yīng)譜的對比如圖4所示。

圖4　各地震波反應(yīng)譜與規(guī)范反應(yīng)譜的對比Fig.4　Comparison of response spectra of different earthquake waves and code spectrum

人工地震記錄以規(guī)范反應(yīng)譜為目標譜進行擬合而生成，其中多遇地震反應(yīng)譜特征周期為0.35 s，罕遇地震為0.40 s。具體做法是先將目標譜轉(zhuǎn)化為對應(yīng)平穩(wěn)過程的功率譜，然后使用Fourier變換將其轉(zhuǎn)化為時域中的平穩(wěn)過程，進行包線調(diào)幅后作為加速度時程，再通過修正和迭代其頻譜特性，合成滿足要求的人工地震記錄。

4.2多遇地震下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)分析

將調(diào)幅到多遇地震水平的天然波522-225、2891-EW和多遇地震人工波，分別沿X、Y向輸入到結(jié)構(gòu)中，進行彈性時程分析，提取各層的絕對加速度時程，并計算其層間位移角。多遇地震下彈性時程分析與振型分解反應(yīng)譜法得到的基底剪力對比見表1。

從表中可以看出，每條地震波算得結(jié)構(gòu)底部剪力不小于振型分解反應(yīng)譜法計算結(jié)果的65%，三條地震波算得結(jié)構(gòu)底部剪力的平均值不小于振型分解反應(yīng)譜法的80%，滿足現(xiàn)行《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》的要求，所選地震波合理。

4.2.1各樓層的絕對加速度

提取一層、二層樓面及三個錯層屋面中心部位節(jié)點的絕對加速度時程，考察加速度峰值隨結(jié)構(gòu)各層的變化規(guī)律。算得各層最大絕對加速度見表2。

表1　多遇地震下彈性時程分析與振型分解反應(yīng)譜法得到的基底剪力對比

表2　多遇地震下結(jié)構(gòu)各層的最大絕對加速度

比較表2中的數(shù)據(jù)可見：三條波算得結(jié)構(gòu)各層最大加速度，從二層樓面開始逐層放大，在頂部達到最大值，符合常規(guī)判斷；但522-225波、人工波及三條波的均值算得一層樓面最大加速度反而比二層大，這與常規(guī)房屋結(jié)構(gòu)是不符的。究其原因，應(yīng)該是結(jié)構(gòu)層高下小(4 m)上大(7.9 m)，部分豎向抗側(cè)力構(gòu)件不連續(xù)，平面不規(guī)則且樓內(nèi)設(shè)備質(zhì)量和擺放形式多樣，造成層間剛度和質(zhì)量分布不均勻，引起加速度變化出現(xiàn)異常。

4.2.2各樓層的層間位移角

由于結(jié)構(gòu)二層有錯層，為方便描述各層間位移角，令從結(jié)構(gòu)標高7.900 m處的二層樓面到標高13.900 m處的屋面所對應(yīng)區(qū)域為二層-1，從二層樓面到15.700 m處的屋面為二層-2，從二層樓面到18.800 m處的屋面為二層-3，地上第一層作為一層。算得各層最大層間位移角見表3。

表3　多遇地震下結(jié)構(gòu)各層的最大層間位移角

《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)規(guī)定鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)在多遇地震下層間位移角限值為1/550。比較表中的數(shù)據(jù)可見：結(jié)構(gòu)各層間位移角均小于1/550，滿足規(guī)范要求；同一地震波沿X、Y向輸入，X向輸入算得結(jié)果多數(shù)小于Y向，這與結(jié)構(gòu)X向抗側(cè)剛度大，Y向抗側(cè)剛度小是相對應(yīng)的。

4.3罕遇地震下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)分析

4.3.1地震波單向輸入

將兩組天然波的水平分量均調(diào)幅到罕遇地震水平，和罕遇地震人工波分別沿X、Y向輸入到結(jié)構(gòu)中，進行非線性時程分析。由于非線性分析疊加原理不成立，在進行罕遇地震反應(yīng)分析時，為考慮重力的影響，先定義一個施加重力作用的非線性靜力工況作為初始工況，在此基礎(chǔ)上進行時程分析。

在各條地震波作用下結(jié)果不收斂，終止運算后觀察結(jié)構(gòu)各塑性鉸狀態(tài)，歸納出兩種主要的塑性鉸分布形式，以2891-EW波為例來進行說明。

當?shù)卣鸩ㄑ豖向輸入，進行到7.34 s時首先在一層縱向樓面梁上出現(xiàn)塑性鉸，之后梁鉸大量出現(xiàn)，均為粉紅色鉸，即處在B-DIO階段，這個階段的塑性鉸具有很好的承載力，建筑可以正常使用；進行到16.82 s時縱向屋面邊梁上個別塑性鉸開始呈現(xiàn)藍色，進入DIO-DLS階段，即跨過了“立即使用”階段進入“生命安全”階段；進行到16.84 s時在主變室附近開始出現(xiàn)柱鉸，處于B-DIO階段，之后大量梁鉸從B-DIO階段進入DIO-DLS階段，并有少量DLS-DCP階段的青色鉸出現(xiàn)，建筑仍處于可以使用的階段；在18.26 s時結(jié)果不收斂，終止運算后觀察此時的塑性鉸狀態(tài)：梁上出現(xiàn)了部分處在DLS-DCP階段的青色鉸和少數(shù)進入C-D階段的黃色鉸，在6 m和13.900 m標高處有個別達到E點已經(jīng)失效的鉸；柱鉸多數(shù)出現(xiàn)，均未達到C-D階段。

綜上所述，結(jié)構(gòu)出鉸眾多，梁鉸個別失效，柱鉸均未達到極限強度，整體沒有明顯破壞，但梁鉸、柱鉸的大量出現(xiàn)已使其成為幾何可變體系，在地震作用下進入倒塌狀態(tài)，如圖5所示。這是由于結(jié)構(gòu)整體性較差，空間剛度和冗余度較小，導(dǎo)致其在罕遇地震下可靠度較低，易發(fā)生整體破壞。

圖5　2891-EW波沿X向作用結(jié)束時結(jié)構(gòu)塑性鉸分布Fig.5　Plastic hinges distribution of the structure at the end of 2891-EW earthquake wave along X direction effect

當?shù)卣鸩ㄑ豗向輸入，進行到10.68 s時首先在橫向主梁上出現(xiàn)塑性鉸，之后梁鉸逐漸增多，均為粉紅色鉸，處在B-DIO階段；進行到16.78 s時個別梁鉸從B-DIO階段進入DIO-DLS階段；進行到16.86 s時開始出現(xiàn)粉紅色的柱鉸，之后柱鉸逐漸增多，建筑仍處于可以使用的階段；在17.36 s時結(jié)果不收斂，終止運算后觀察此時的塑性鉸狀態(tài)：梁上出現(xiàn)了少量處在DLS-DCP階段的青色鉸和C-D階段的黃色鉸，一層主變附近部分梁柱出現(xiàn)深紅色鉸，即完全失效，失去承載力。

綜上所述，結(jié)構(gòu)一層主變所在位置發(fā)生明顯變形，附近梁柱上的部分塑性鉸狀態(tài)達到E點，表明相應(yīng)構(gòu)件已經(jīng)破壞，結(jié)構(gòu)發(fā)生局部倒塌，如圖6所示。這是由于主變體積和重量大，放置部位空曠，且梁柱跨度大，結(jié)構(gòu)冗余度小，導(dǎo)致其在罕遇地震下可靠度較低，易發(fā)生局部破壞，為抗震薄弱部位。

圖6　2891-EW波沿Y向作用結(jié)束時結(jié)構(gòu)塑性鉸分布Fig.6　Plastic hinges distribution of the structure at the end of 2891-EW earthquake wave along Y direction effect

建議采用隔減震技術(shù)，提高結(jié)構(gòu)的抗震能力及設(shè)備安全儲備，由于篇幅所限，筆者將另文討論。

4.3.2地震波三向輸入

天然波522的水平分量225和315中315分量的峰值加速度最大，故而將522-315波調(diào)幅到罕遇地震水平，其余兩波使用同一調(diào)幅系數(shù)；天然波2891按同樣方式處理。將調(diào)幅后的522和2891波分別以X、Y為主向輸入到結(jié)構(gòu)中，進行非線性時程分析。

在上述三向地震波作用下結(jié)果不收斂，終止運算后觀察各塑性鉸狀態(tài)：結(jié)構(gòu)出鉸眾多，柱鉸大多處在B-DIO階段，都沒有達到C-D階段，相應(yīng)構(gòu)件還未達到極限承載力，梁鉸多數(shù)未超過其骨架曲線上的C點，出現(xiàn)部分進入C-D階段和個別達到E點已經(jīng)失效的鉸；結(jié)構(gòu)無明顯破壞，與地震波沿X單向輸入時的最終形態(tài)類似，都是梁、柱塑性鉸大量出現(xiàn)，致使結(jié)構(gòu)成為幾何可變體系，在地震作用下發(fā)生整體倒塌破壞，由于篇幅所限，在此不再贅述。

5　結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)特點

通過上述對變電站結(jié)構(gòu)進行多遇和罕遇地震作用下的反應(yīng)分析，總結(jié)如下特點：

1) 多遇地震下，當?shù)卣鸩ㄑ豖、Y向輸入，算得結(jié)構(gòu)各層間位移角滿足規(guī)范要求；由522-225波、人工波及三條波的均值算得各層最大絕對加速度并不是逐層放大，而是在二層樓面發(fā)生突變，出現(xiàn)拐點，表現(xiàn)為一層樓面的最大加速度比二層的要大，且過大的樓面加速度對其上設(shè)備的正常運行將會產(chǎn)生不利影響。

2) 罕遇地震下，當?shù)卣鸩ㄑ豖單向輸入，結(jié)構(gòu)出鉸眾多，柱鉸均未達到極限強度，梁鉸少數(shù)處于C-D階段和個別失效，無明顯破壞，但過多的塑性鉸已使其成為幾何可變體系，發(fā)生整體倒塌破壞；當?shù)卣鸩ㄑ豗單向輸入，結(jié)構(gòu)一層主變附近部分梁柱發(fā)生明顯變形，其上塑性鉸已經(jīng)失效，相應(yīng)構(gòu)件喪失承載力，發(fā)生局部倒塌破壞。當?shù)卣鸩ㄈ蜉斎?，與單獨X向輸入結(jié)果類似，梁鉸、柱鉸大量出現(xiàn)，結(jié)構(gòu)已成為幾何可變體系，發(fā)生整體倒塌破壞。

6　結(jié)　論

通過對某擬建330 kV全戶內(nèi)式變電站生產(chǎn)綜合樓結(jié)構(gòu)進行動力特性及地震反應(yīng)分析，得到以下結(jié)論。

1) 模態(tài)分析結(jié)果表明：結(jié)構(gòu)基本周期較同高度常規(guī)房屋框架結(jié)構(gòu)明顯偏長；振型整體性差，且多為局部振型；偏心扭轉(zhuǎn)比較顯著。說明結(jié)構(gòu)空間剛度較小，整體性較差，質(zhì)量剛度分布不均勻。

2) 地震反應(yīng)分析結(jié)果表明：多遇地震下，結(jié)構(gòu)層間位移角滿足規(guī)范要求，但各樓層最大絕對加速度變化趨勢異于常規(guī)房屋結(jié)構(gòu)，具體表現(xiàn)為一層樓面的最大加速度比二層的要大，且過大的樓面加速度惡化了其上設(shè)備的運行環(huán)境；罕遇地震下，結(jié)構(gòu)整體或主變壓器所在局部發(fā)生倒塌破壞，難以抵御罕遇水準的地震作用。

3) 我國規(guī)范要求對工程結(jié)構(gòu)進行兩階段的抗震設(shè)計，一般對常規(guī)結(jié)構(gòu)只進行第一階段設(shè)計，通過相應(yīng)的構(gòu)造措施來滿足第二階段的要求，但對該結(jié)構(gòu)第二階段無法滿足，值得注意。

4) 主變壓器室所在部分為抗震薄弱部位，且結(jié)構(gòu)整體性較差，冗余度較小，易發(fā)生整體破壞。建議采用隔減震技術(shù)，提高結(jié)構(gòu)的抗震性能及設(shè)備的安全儲備。

致謝：感謝陜西省電力設(shè)計院提供部分圖紙資料。

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(責(zé)任編輯王緒迪，王衛(wèi)勛)

Seismic response analysis of a 330 kV whole indoor substation structure

LI Tiantian1， ZHANG Junfa1， TAO Lei2， LI Rui3

(1.School of Civil Engineering and Architecture, Xi’an University of Technology, Xi’an 710048, China；2.School of Water Resources and Hydroelectric Engineering, Xi’an University of Technology, Xi’an 710048, China；3.Shaanxi Province Institute of Water Resources and Electrical Power Investigation and Design, Xi’an 710001, China)

The whole indoor substation has many advantages, such as land conservation and beautiful appearance, but it is restricted to the requirements of corresponding electrical layout process, which makes it difficult to meet structural regularity. At present, there are few structural engineering cases of this kind; they are lack of real earthquake tests, and the related researches are inadequate. Based on a proposed 330 kV whole indoor substation structure, dynamic characteristics and seismic responses of the structure are studied in this paper. The study obtains the structure’s seismic responses under frequent and rare earthquakes, summarizes its seismic response characteristics, evaluates its seismic performance, and clears its anti-seismic weak position and failure mechanism. The results show that the interlayer drift ratio of structure meets code requirement under frequent earthquakes, but the excessive floor acceleration deteriorates equipment’s operating environment; the whole structure or the local section that places main transformer collapses under rare earthquakes, and it is difficult for the structure to resist rare earthquake. The seismic mitigation or isolation technique is suggested to use to improve seismic performance of structure and safety reserve of electrical equipment.

whole indoor substation; irregular structure; nonlinear time history analysis; seismic performance; seismic mitigation or isolation technique

1006-4710(2016)02-0127-07

10.19322/j.cnki.issn.1006-4710.2016.02.001

2015-11-16

國家自然科學(xué)基金資助項目(51279162)

李天天，男，碩士生，研究方向為建筑結(jié)構(gòu)抗震。E-mail: litiantian_63434@sina.com

張俊發(fā)，男，教授，博士，研究方向為建筑結(jié)構(gòu)抗震。E-mail: Zhangjf-4314@163.com

TU352

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