某教學樓隔震設計與結構減震性能

杜國安

(太原市住宅保障中心 山西太原 030002)

0 引言

層間隔震體系，是在基礎隔震理論上拓展的一種新型結構振動控制方法，可以有效解決結構豎向剛度突變的問題。對于底層架空建筑，如果將隔震層置于底層柱頂，結構豎向剛度突變問題可以得到解決，避免了底層柱子的破壞[1-3]。我國《建筑抗震設計規范》[1](簡稱《抗規》)指出，底層柱頂隔震是層間隔震應用形式之一，已有底層柱頂隔震形式的建筑數量較少[3]。底層結構通常分為帶拉梁和獨立柱兩種，因為底層建筑功能和層高的需要，通常采用獨立柱形式。《抗規》對隔震建筑下部結構的設計已作出具體的抗震設計規定，但是近年來地震頻發，結構遭受偶遇地震時有發生，因此采用底層柱頂隔震形式的底層結構(懸臂柱)的地震安全性仍十分被關注。

過去的十幾年來，對層間隔震技術開展了理論研究，表明層間隔震形式擴大了隔震技術的應用范圍，是一種良好的減震體系[1-3]。數值分析結果充分證明了層間隔震技術在降低上部結構地震響應的有效性[4-9]。利用各種簡化的模型結構，對層間隔震結構的動力特性和地震響應進行了數值分析[4-9]，結論趨于一致：認為層間隔震技術可以顯著降低上部結構的地震響應，同時大幅度地減少下部結構的峰值剪力；由于下部結構與基礎固接，下部結構的峰值加速度和位移響應的減震效果不明顯。文獻[2]分析表明了隔震結構應該需要預留足夠的安全儲備，抵御偶遇地震。劉彥輝等[4]對下部結構(懸臂柱)進行P-Δ效應研究，結果表明：獨立懸臂柱應考慮P-Δ效應的影響。杜永峰等人[5]對隔震結構震損倒塌進行分析，認為在偶遇地震下，獨立懸臂柱安全度高，隔震結構有可能因為支座水平位移超過限值，而導致結構倒塌。金燦國[6]對底層為薄弱層的抗震結構進行分析，結果表明了結構損壞位置為底層剛度突變處，破壞模式為“強梁弱柱”。

框架結構的學校校舍，采用底層柱頂隔震技術較少。本文對一棟小學教學樓底層柱頂隔震框架結構進行了結構設計及其減震性能分析。應用有限元軟件進行動力時程分析，綜合考慮了底層結構選型、獨立柱截面尺寸和剛度、隔震層偏心率等方面對結構減震性能的影響。研究結果供類似的工程項目設計與分析參考。

1 背景工程

圖1 二～五層平面圖(單位：mm)

圖2 結構豎向剖面(單位：mm)

地下室為單層，側墻和頂板厚300mm，剛度較大，上部覆土800mm。地下室頂板作為底層柱的嵌固端。結構為橫向的大小跨兩跨框架，柱網尺寸主要為8.4×9.6+2.7×9.6(m)，結構構件等設計信息如表1所示。

表1 結構構件設計信息

2 結構隔震形式

2.1 結構隔震形式的確定

該項目結構特點，符合隔震技術的應用要求[1]，主要有：①該建筑為乙類建筑、結構布置規則、建筑場地為Ⅱ類、風荷載小；②初步計算抗震結構基本周期小于1s；③結構最不利處高寬比為1.87(20.60m/11.10m)。同時，該工程還具有以下特點：底層為架空層且沒有填充墻，底層剛度小于上部樓層，是結構的薄弱層。綜合考慮技術和經濟因素，決定采用底層柱頂隔震形式。

2.2 底層結構形式

下部結構常用結構形式有兩種，即獨立柱和框架柱帶拉梁[3-5]。通常，當柱長細比較大時，加設拉梁形成框架柱帶拉梁的結構形式，結構穩定性好，但是設置拉梁會降低結構凈高，影響建筑使用功能；當柱長細比較小且上部荷載不大或樓層數不多時，采用獨立柱形式，有利于底層空間的利用。

該工程底層計算高度為3800mm，柱長細比為5.07(3800mm/750mm)，比值接近5，上部為多層結構，綜合考慮有關文獻的研究[3-5]和國內類似工程的應用情況，采用獨立柱形式。

3 隔震設計

3.1 結構模型

采用有限元分析軟件ETABS對該結構進行隔震分析，與建筑設計院結構專業配合，采用PKPM設計軟件的SATWE模塊對該結構進行強度計算和配筋。

在ETABS中分別建立隔震和對比的非隔震結構模型。單元模擬有：采用空間桿系單元模擬混凝土框架梁、柱；膜單元模擬混凝土樓板。隔震結構，采用軟件自帶的Isolator1連接單元模擬隔震支座，天然橡膠支座(LNR)采用線彈性模型，鉛芯支座(LRB)采用雙線性恢復力模型。隔震計算分析，采用分段設計，不考慮地下室結構，結構有限元單元模型如圖3所示。

圖3 有限元模型

3.2 隔震層設計

(1)隔震支座選取與布置

2.在物防上，針對不法分子交通和通訊工具日益現代化的實際，各油區巡邏隊也要配備巡邏車、各種先進器具等。同時，對重點油井的井口加蓋鐵皮房；還要對部分油井的套管安裝密碼防盜閘門和“三鍵式”防盜套管閘門。對變壓器、節能箱、電機等易被盜的設施采取“全包式”加焊防盜欄、防盜鎖、固定螺絲焊死等措施；對電纜線、單井管線等實行深埋80cm；對集輸泵站、庫房及其它要害部位進行重點巡邏，使被盜系數減少到零。

隔震支座的規格、數量和布置，根據豎向承載力、側向剛度和阻尼的要求，經計算重力荷載代表值作用下得到隔震支座直徑，分別為500mm和600mm，采用一柱一個支座的布置方式。

建筑形狀呈L形，與長條形建筑相比，隔震層的剛度中心在縱向(X向)上偏向于建筑轉角的位置。由于建筑物在縱向的長度較大，所以隔震層剛心與上部結構的質心偏差接近于3%。該結構的橫向為兩跨框架，其中，走道為小跨，教室為大跨，這將導致剛度中心在橫向(Y向)的位置偏向走道一側。橫向的長度較小，使得隔震層的剛度中心與上部結構質心在橫向上(Y向)的偏差不能滿足3%的要求[9]。在工程設計中，在滿足減震效果和降度設計的同時，可以通過調整鉛芯橡膠支座的位置，使隔震層的剛心和上部結構的質心之間的偏差減少。若調整后的偏差仍大于3%，則應考慮邊角支座水平位移放大系數。鉛芯支座布置在結構的四周，有利于增加結構的抗扭剛度。經過多次調整和試算，最終得到的偏心率，分別為3.2% (X向，1.80m/56m)和9.80%(Y向，1.902m/19.30m)。

隔震層共布置了LNR500支座13個，LNR600支座2個，LRB500支座20個，LRB600支座3個，隔震層總屈服剪力為2290kN，上部結構的總重力荷載代表值為6.17×104kN，結構剪重比為3.71%。隔震支座布置如圖4所示，隔震支座的規格和型號如表2所示，其力學性能參數見表3。

表2 隔震支座型號和規格

圖4 隔震層支座平面布置圖 (單位：mm)

型號參數LNR500LNR600LRB500LRB600橡膠剪切模量G/N·mm-20.390.390.390.39豎向壓縮剛度Kv/kN·mm-11867244322082873屈服前水平剛度K0/kN·mm-1//9.9011.50屈服后水平剛度Kd/kN·mm-1//0.901.05水平等效剛度Kh/kN·mm-1γ=50%0.881.032.402.80γ=100%1.641.91γ=250%1.051.23等效阻尼比heqγ=50%0.340.34γ=100%0.050.050.280.28γ=250%0.180.18水平屈服力Qd/kN//6590水平位移限值ud/mm257317257317數量/n132203

(2)獨立柱截面尺寸和剛度

獨立柱計算高度取為地下室頂板面至隔震支座的底標高3800mm，滿足強度條件的柱子截面為600mm×600mm-650mm×650mm，為便于安裝支座上、下連接鋼板，將柱子截面尺寸增大為750mm×750mm(支座直徑500mm)和800mm×800mm(支座直徑600mm)，柱子長細比分別為5.07和4.75。

根據《抗規》規定，隔震下部結構(底層柱子)按照隔震后罕遇地震內力計算強度，因此隔震下部結構柱子截面尺寸比非隔震結構大。該工程底層柱子每側增加150mm，但其剛度則大大增加，不影響底層使用功能，且柱子是鋼筋混凝土構件，造價不高[5，10]。

3.3 地震波

選擇適用于Ⅱ類場地土的3條地震波，分別是Taft 波、Chi-Chi波和EL Centro波，以及一條人工波；經過下一步的計算，所選的每條波滿足《抗規》第5.1.2條3款的規定，表明其有效合理。其時程分析的代表值取包絡值，地震動輸入為雙向輸入，比例為1∶0.85。

4 動力時程分析

4.1 結構特性

在8度(0.20g)多遇和罕遇地震下，對兩種結構分別進行時程分析，得到結構基本周期(模態)，并計算出等效阻尼比，如表4所示。

表4 結構周期和阻尼比

注明：括號表示罕遇地震作用的數值。

由計算結果和表4得知：兩方向振動的一階振型都為平動，表明結構規則。隔震結構周期(多遇地震)相比于非隔震結構周期延長了2.21/0.87=2.54倍(Y向)。需要說明的是，該工程位于風壓較大的地區，LRB支座占大多數，所以隔震層水平剛度較大，減震系數略小，自振周期延長2.54倍雖然小于3倍，但是已經滿足要求，達到隔震設計目標。

4.2 層間剪力

在8度(0.20g)多遇和罕遇地震下，對兩種結構進行了動力時程分析，得到了層間剪力峰值，并計算出層間剪力比值，如表5所示。

表5 層間剪力及其比值

由表5可得，兩方向最大剪力比值出現在頂層(第2層Y向)為0.34，即減震系數為0.34，上部結構滿足《抗規》降度設計的要求，水平地震影響系數為0.054(0.34×0.16)。因此，上部結構地震作用僅按降1度即7度(0.10g)計算。由表5進一步分析可得，每層剪力比值的變化都較均勻。

由樓層剪力對比可得，結構減震效果顯著，抗震性能大為提高。該工程為乙類建筑，根據《抗規》規定，上部結構抗震等級和抗震構造措施，均仍然取為二級[1]。

4.3 樓層位移

在8度(0.20g)罕遇地震下，對兩種結構進行動力時程分析，得到樓層位移角峰值，如表6所示。圖5為人工波作用下結構X向的5層、隔震層以及底層的位移時程曲線。

表6 8度罕遇層間位移角

圖5 人工波作用下樓層絕對位移

由表6知，隔震上部結構二～五層呈現出整體平動，層間位移角最大值為1/236(層2，Y向)，處于輕微破壞程度。非隔震結構層間位移角最大值為1/121(層2，Y向)，已產生較大彈塑性變形。隔震結構底層獨立柱層間位移角最大值為1/981(Y向)，說明獨立柱剛度大；非隔震結構底層層間位移角為1/317(Y向)，與其層2(1/121)相比，相差2.6倍，說明豎向剛度發生突變。

4.4 隔震層偏心率

由3.2節設計分析和圖5中可知，隔震層水平位移峰值為146mm(Y向)，考慮到隔震層的剛心與上部結構的質心偏差超過3%(Y向)，根據參考文獻[1]、[9-10]的研究結果，邊角支座的水平位移應當乘以放大系數。該工程取為1.25即146mm×1.25=182.50mm，為水平位移限值(ud)257mm的71%，隔震層仍然有足夠的位移余量。同時，放大系數1.25倍是為了使隔震層偏于安全，滿足抗震規范中大于1.15的要求[1]。

5 結論

(1)隔震結構比非隔震結構周期顯著延長，達到隔震設計的目標。在設防烈度8度(0.20g)地震作用下，兩方向振動的一階振型都為平動，周期延長比值為2.54倍，使結構周期避開了場地的卓越周期。

(2)下部結構采用獨立柱結構形式是安全的。分析結果表明了獨立柱具有足夠的剛度、強度和穩定性；將獨立柱簡化為懸臂柱進行計算，通過增大柱子剛度，在大震作用下仍能夠處于完全彈性，表明采用獨立柱的結構形式是安全的。

(3)加大獨立柱柱子截面尺寸是有效的。獨立柱柱子截面尺寸略增大，但其剛度大大增加，且不影響底層使用功能，且柱子是鋼筋混凝土構件，造價不高。因此，在可能的設計條件下，建議加大獨立柱柱子截面尺寸。

(4)隔震層的剛心與上部結構的質心偏差較大，應考慮邊角支座的位移放大系數。該工程設計分析表明，在橫向上(Y向)偏差較大，達到了9.80%，通過調整隔震支座的布置，考慮邊角支座的位移放大系數為1.25。