地鐵上蓋多塔樓隔震結構抗震性能研究

袁濤濤

(陜西省鐵道及地下交通工程重點實驗室(中鐵一院),西安 710043)

引言

近年來，我國軌道交通在大城市中迅速發展，利用地鐵停車場、車輛段等上蓋開發可進一步提高土地利用率。上蓋開發一般先在地鐵上方建造大空間底盤，然后再建造塔樓。受工藝制約，上部塔樓結構的豎向構件(剪力墻、框架柱等)難以直接貫通落地，從而導致大底盤上、下樓層剛度變化較大，易產生薄弱樓層，對結構抗震極為不利[1-2]。高烈度區采用隔震技術可解決大底盤與上部結構剛度突變的問題，并可減小上部結構的地震作用，在地鐵上蓋開發的建筑中采用隔震技術也逐步成為一種趨勢[3-6]，目前，國內已經出現較多工程應用，并表現出良好的抗震性能。國內學者也對高層建筑隔震技術進行了系統研究。祁皚等[7-8]對隔震層采用側移剛度偏小值、優化值和偏大值的層間隔震結構模型進行振動臺試驗，驗證了層間隔震結構的參數化理論；王曙光等[9-10]對不同阻尼比隔震結構的地震影響系數曲線進行研究，對地震影響系數曲線采用阻尼調整的形狀參數提出改進建議；劉付鈞等[11]對大底盤層間隔震技術的組合隔震方案、隔震支座附加彎矩等若干關鍵技術問題進行討論，提出隔震層以下直接支承隔震層的豎向構件應考慮隔震支座產生的附加彎矩影響。

為進一步考察、研究該類結構的抗震性能，以西安地鐵14號線駿馬村停車場大底盤多塔隔震結構為背景，結合GB50010—2010《建筑抗震設計規范》(以下簡稱“《抗規》”)[12]和GB/T51408—2021《建筑隔震設計標準》[13](以下簡稱“《隔規》”)，對該類結構的隔震性能進行分析，并對結構在設防地震、罕遇地震和極罕遇地震作用下的抗震性能進行全面評估，闡述結構的抗震性能化設計流程，研究成果可為該類結構的實際應用提供相關參考。

1 工程概況

項目位于西安國際港務區，西沿灞河，北至鐵路北環線，東至西韓公路，南接城市三環和西安繞城高速，規劃總用地面積為5.49萬m2。受建設條件需要，設計分為蓋上、蓋下兩個部分，其中，蓋上部分為非軌道功能的業態開發，業態為16棟高層住宅，層高3 m，蓋上總建筑規模約10.2萬m2(圖1)。蓋下為2層結構，長299 m，寬180 m，首層為運用庫，層高9.6 m；二層為汽車庫，層高4.4 m。整個結構通過抗震縫劃分為2個單元(圖2)，單元平面尺寸分別為180 m122 m和180 m177 m。首層采用框架剪力墻結構，二層采用框架+支撐結構，上部住宅采用剪力墻結構，住宅剪力墻均不落地，采用梁式轉換。塔樓底部設置隔震層進行隔震，隔震層位于二層汽車庫頂(圖3)。

圖2 結構分區(單位：m)

圖3 隔震層位置(單位：m)

2 結構設計

2.1 主要設計參數

該工程結構設計基準期和使用年限50年，安全等級為二級，結構重要性系數取1.0，抗震設防烈度為8度，0.20g，建筑抗震設防類別為丙類，建筑場地類別為Ⅱ類，設計地震分組第二組，特征周期0.40 s。50年重現期基本風壓為0.35 kN/m2，基礎設計安全等級為二級，基礎設計等級為甲級。

2.2 上部結構概況

上部住宅采用剪力墻結構體系，共計16棟10層住宅，主要構件截面尺寸如表1所示。

表1 主要構件截面尺寸

2.3 隔震層結構概況

隔震設計最重要的是隔震支座設置，隔震支座從材料上分為天然橡膠隔震支座(LNR)與鉛芯橡膠隔震支座(LRB)。鉛芯橡膠支座設置在塔樓外側縱軸上，以控制隔震層變形并減小傾覆作用[14]，在塔樓內部縱軸上設置普通橡膠支座，以6號塔樓為例，隔震支座布置如圖4所示。

圖4 隔震支座布置

2.4 蓋下結構概況

結合工藝要求，蓋下首層采用框架剪力墻結構，二層采用框架-支撐結構，如圖5、圖6所示。根據《抗規》第12.2.9條：隔震層以下結構應滿足對上部結構的嵌固剛度比和隔震后設防地震的承載力。因此，對蓋下結構進行加強設計，轉換柱和轉換梁采用型鋼混凝土構件，其余框架柱、框架梁、剪力墻等均采用鋼筋混凝土構件，通過對構件尺寸優化調整和剪力墻、支撐構件布置，使蓋下二層抗側剛度滿足對上部塔樓底層的嵌固要求。由于蓋下首層和二層的層高相差較大(>1.5倍)，根據JGJ3—2010《高層建筑混凝土結構設計規程》[15]第3.5.2條，通過調整框架柱截面尺寸和剪力墻布置，滿足蓋下首層和二層的剛度比≮1.1倍要求。

圖5 蓋下一層結構布置

圖6 蓋下二層結構布置

2.5 超限判別及性能化設計目標

由于該結構存在扭轉不規則、剛度突變、豎向構件間斷和大底盤多塔等多項不規則，屬于超限高層建筑工程。具體處理措施為：①合理布置下部結構的剪力墻和支撐，滿足剛度比要求；②針對上部結構，通過調整剪力墻布置，使結構剛度中心與質量中心盡量接近，使上部結構位移比、周期比等指標滿足規范要求；③蓋下結構按照性能化設計，主要構件性能目標如表2所示。

表2 構件抗震性能目標

3 結構分析

3.1 分析模型

選取南區結構，采用三維有限元分析軟件ETABS和結構設計軟件YJK建立整體計算模型，分別如圖7、圖8所示。在ETABS建模過程中，框架梁和框架柱采用梁單元模擬，支撐采用桿單元模擬，剪力墻采用殼單元模擬，樓板采用板單元模擬，隔震支座采用“Rubber Isolater+Gap”的組合單元模擬[16]，相關參數按照JG/T 118—2018《建筑隔震橡膠支座》[17]選取，具體參數見表3。

表3 隔震支座參數(S2=5.45)

圖7 ETABS計算模型

圖8 YJK計算模型

減震系數計算采用設防烈度下的FNA法[16]，按照《抗規》第5.1.2條選取3條地震波：2條天然波和1條人工波。3條波對應的反應譜曲線與規范反應譜曲線對比如圖9所示。隔震支座校核采用罕遇地震作用下的FNA法。罕遇地震和極罕遇地震下彈塑性分析采用非線性直接積分法。

圖9 地震波反應譜與規范譜對比

3.2 振動特征

對隔震結構和相應的非隔震結構進行模態分析，得到結構主要自振周期和振型，如表4所示。

表4 隔震與非隔震結構振動特征對比

由表4可以看出，隔震后結構周期顯著延長，約為非隔震模型的3倍，有利于減小結構地震響應。隔震模型前兩階振型的X、Y向質量參與系數也明顯大于非隔震模型的質量參與系數，表明隔震后多塔結構的扭轉效應進一步改善。隔震模型前14階振型均為以平動為主的振型。

3.3 水平減震系數

根據《抗規》第12.2.5條相關規定，采用水平減震系數β計算隔震后結構的水平作用，如式(1)所示。

αmax1=βαmax/ψ

(1)

式中，αmax1為隔震后水平地震影響系數最大值；β為水平向減震系數；αmax為非隔震水平地震影響系數最大值；ψ為與隔震支座相關的調整系數。水平減震系數采用彈性時程分析所得的隔震結構與非隔震結構各層間剪力比值的最大值。對于高層建筑，還應計算各層傾覆力矩的比值，并取二者較大值。對隔震結構和非隔震結構進行設防烈度下的彈性時程分析，得到3條地震波作用下各塔樓的減震系數，如表5所示。

表5 水平減震系數β

《抗規》12.2.5條的條文說明，隔震后結構達到降半度目標，即從8度地震裂度的地震動峰值加速度0.20g降至7度地震裂度的地震動峰值加速度0.15g。

3.4 支座內力及隔震層變形

采用FNA法對結構進行罕遇地震作用分析，并進行隔震支座驗算，驗算包括：壓應力、最大壓應力、拉應力和極限水平變形。結果如表6所示，可以看出，支座內力和隔震層變形均滿足相關規范要求。

表6 罕遇地震下支座驗算

同時選取代表性的橡膠支座和鉛芯橡膠支座，提取罕遇地震作用下水平剪力與剪切變形的關系曲線，如圖10所示。由圖10可以看出，橡膠支座呈現出線彈性的恢復力特征，而鉛芯橡膠支座體現出一定的耗能能力，與JG/T 118—2018《建筑隔震橡膠支座》規定的計算模型一致。

圖10 隔震支座滯回曲線

3.5 罕遇地震作用下彈塑性分析

對模型進行了罕遇地震下的彈塑性時程分析。框架梁、框架柱、支撐等桿系構件的非線性行為通過定義纖維鉸實現，而剪力墻非線性行為則通過定義分層殼單元進行模擬。

最大層間位移角是評價結構抗側性能的重要指標，《抗規》和《隔規》給出多遇地震、設防地震、罕遇地震和極罕遇地震的設計基本地震動峰值加速度。通過調整地震波峰值，對結構進行彈塑性時程分析，得到大底盤及各塔樓在3條地震動作用下層間位移角，并采用《抗規》中的修正方法對時程分析得到的層間位移角進行修正，以6號塔樓為例，層間位移角如圖11所示。同時《抗規》和《隔規》分別給出上部和下部結構在各地震水準下層間位移角限制，如表7所示。由表7可以看出，上部結構除在1條天然波和1條人工波作用下彈塑性位移角不滿足《隔規》要求外，其余彈塑性層間位移角均滿足《抗規》和《隔規》要求。同時，由于《隔規》設防目標為：當遭受相當于本地區設防地震時，隔震建筑基本完好；當遭受罕遇地震時，可能發生損壞，經修復后可繼續使用；當遭受極罕遇地震時，不致倒塌或發生危及生命的嚴重破壞。其明顯高于《抗規》“小震不壞、中震可修、大震不倒”的設防目標，因此，《隔規》的層間位移角限值較《抗規》更加嚴格。

圖11 塔6X向大震彈塑性位移角

表7 規范對層間位移角的限制要求

以損傷因子的計算和輸出進行損傷評價，混凝土損傷因子按GB50011—2010《混凝土結構設計規范》[18]附錄C進行確定。鋼筋和鋼骨的損傷因子取最大應變與放大一定倍數后鋼筋屈服應變的比值[19]。破損等級以損傷因子的大小分為5級，如圖12所示。

圖12 構件破損等級

整體結構的混凝土受壓損傷云圖和破損等級如圖13、圖14所示，可以看出，構件混凝土最大損傷因子在0.35左右，絕大部分構件僅為輕微破壞，具有較高剩余承載力和剛度。最后時刻各構件的混凝土受壓損傷比例見表8，可以看出，下部結構的所有構件基本完好無損，上部塔樓底層僅1.91%的構件處于輕微破壞等級，0.07%的構件處于倒塌破壞等級。

圖13 最后時刻混凝土受壓損傷包絡圖

圖14 最后時刻混凝土受壓損傷破損等級包絡圖

表8 罕遇地震下最后時刻混凝土受壓損傷比例 %

鋼筋和鋼骨的受拉破損等級如圖15所示，可以看出，絕大部分構件鋼筋或鋼骨未出現損傷。同時，分析結果表明，在罕遇地震作用下，上部塔樓的層間位移角最大值是1/250，滿足《抗規》層間位移角1/120的限值要求。而下部結構的剪力墻損傷僅為輕微損壞，框架柱和轉換梁基本都處于彈性狀態，滿足“大震不倒”的設防目標。

圖15 最后時刻鋼筋層受拉損傷等級包絡圖

4 基于《隔規》的結構性能分析

4.1 上部結構減震性能對比

《隔規》采用基于振型分解反應譜法的直接設計法，通過反復迭代或時程分析來確定隔震層等效剛度和等效阻尼比，進而采用修正后的反應譜進行相關指標驗算和構件設計[20-21]，圖16為《隔規》和《抗規》的反應譜的對比。可以看出，《隔規》較《抗規》在反應譜的第二個下降段發生了變化，其下降趨勢較《抗規》更大。本節對整體結構進行時程分析時，需要隔震支座的位移時程曲線、速度時程曲線、內力時程曲線和滯回曲線等參數，進而計算有效剛度和有效阻尼，然后再進行反應譜分析。

圖16 隔規和抗規反應譜對比

圖17 直接設計法和分部設計法對比

采用《抗規》的分部設計法(7度0.15g)和《隔規》的直接設計法對上部結構進行中震下反應譜分析，對比兩種分析方法的各塔樓基底剪力，如表9所示。以6號塔樓為例，基于上述兩種方法給出樓層剪力和地震力分布模式對比，如圖17所示。可以看出，通過《隔規》直接設計法得到的基底剪力大于采用《抗規》分部設計法的基底剪力，其比值為1.74～1.95，樓層剪力比值為1.08～1.95，原因是《隔規》采用了“中震彈性”的設防水準，《抗規》采用了“小震彈性”的設防水準，《隔規》較《抗規》提高了結構設計水準。同時，采用分部設計法得到的地震力呈倒三角分布，而直接設計法的地震力分布較為均勻，這是因為隔震層的設置使上部塔樓側向變形更趨向于剛體平動。

表9 各塔樓兩種設計方法基底剪力對比

4.2 極罕遇地震下變形及損傷分析

按《隔規》表4.2.4將地震動調幅至600 cm/s2進行極罕遇地震作用下的彈塑性時程分析，分析方法與罕遇地震一致，彈塑性位移角結果如圖18所示。混凝土受壓損傷、破損等級和鋼筋、鋼骨受拉損傷如圖19～圖21所示，各構件的混凝土受壓損傷比例見表10。可以看出，在極罕遇地震下結構層間位移角最大值為1/153，滿足《隔規》層間位移角1/120的限值要求。各構件混凝土受壓損傷比例較罕遇地震時有所增大，上部塔樓底層和二層少部分構件達到倒塌破壞等級，大部分構件處于輕微破壞等級和中等破壞級別。而下部大底盤的少部分剪力墻處于輕微破壞等級和中等破壞等級。

圖18 極罕遇地震下塔X向層位移角

圖19 極罕遇地震下混凝土包絡受壓損傷

圖20 極罕遇地震下混凝土包絡受壓破損等級

圖21 極罕遇地震下鋼筋層包絡受拉損傷等級

表10 極罕遇地震下混凝土受壓損傷比例 %

5 結論

(1)隔震后結構周期顯著延長，為非隔震結構的2.96～3.55倍，有利于減小結構地震反應。

(2)在罕遇地震作用下，隔震支座滿足壓應力、最大壓應力、拉應力和極限水平變形的要求；上部、下部結構構件損傷大部分處于基本完好狀態，彈塑性層間位移角滿足相關規范限值要求。

(3)設置隔震層后，采用分部設計法得出上部塔樓結構的地震力呈倒三角形分布，采用直接設計法得出上部塔樓結構的地震力沿樓層高度分布較為均勻，符合隔震結構真實的受力狀態。

(4)由于《隔規》采用了“中震彈性”的設防水準、《抗規》采用了“小震彈性”的設計水準，導致采用直接設計法得到的基底剪力大于采用《抗規》分部設計法的基底剪力，其比值為1.74～1.95。

(5)在極罕遇地震作用下，結構層間位移角最大值為1/153，滿足《隔規》限值要求。少部分構件達到倒塌破壞等級，大部分構件處于輕微破壞和中等破壞級別。表明該結構具有很好的抗震性能。