基于隔震-減震混合控制的鋼筋混凝土框架醫院建筑抗震性能分析

郭宇菲 （安徽省建筑科學研究設計院，安徽 合肥 230031）

0 引言

2023 年全球發生6 級以上地震129次、7級以上地震19次，其中僅土耳其地震就造成當地近5 萬人死亡，損失超過1000 億美元。為減少地震造成的傷亡和經濟損失，學者提出了抗震韌性[1-2]這一概念。隔震技術將地震損傷集中在隔震層，能夠有效降低主體結構的地震響應，是韌性的重要途徑之一。隔震技術經歷數次地震的考驗，驗證了該技術的合理性和優越性。然而在大震下，隔震結構仍會發生一定的損傷。對于變電站、醫院等生命線工程，為了使其在地震中使用功能不中斷，往往需要對其設定更高的性能目標?；诖耍疚膶⒏粽鸺夹g與減震技術相結合，在基礎隔震結構上部增設減震裝置，使結構在大震下也能保持完好，從而達到更高的韌性目標。

本文以一棟4 層鋼筋混凝土框架醫院建筑為例，采用疊層分析法進行隔震-減震混合控制的設計。通過Perform-3D 軟件建立有限元模型，分別在設防地震和罕遇地震下對隔震結構和隔震-減震結構進行動力時程分析，分析兩個結構的抗震性能并對比其差異。研究方法和結果可為減隔震聯合使用的結構設計提供一定的參考。

1 工程概況

該工程為一棟4 層鋼筋混凝土框架醫院建筑，結構示意圖如圖1 所示。醫院建筑屬于重要的生命線工程，該建筑總高度14.7m，各樓層高度分別為3.6m、3.9m、3.6m 和3.6m，抗震設防烈度為8 度（0.2g），抗震設防類別為乙類，地震分組為第二組，場地類別為II類。

圖1 某醫院建筑示意圖

2 隔震-減震混合控制結構的設計

2.1 隔震-減震混合控制結構的設計流程

隔震-減震混合控制結構采用文獻[3-4]提出的疊層分析法進行設計，先進行隔震設計，滿足條件后再對上部結構進行減震設計，設計流程如圖2所示。

2.2 隔震設計

本工程擬通過隔震設計，上部結構可以實現降低1 度的目標。我國《建筑抗震設計規范》（GB 50011-2010）[5]規定，隔震設計后結構的水平減震系數小于0.4，上部結構可按降低1 度設計。采用YJK 軟件初步對上部結構按照降低1度（7 度，0.1g）進行設計，采用C30 等級混凝土、HRB400 等級縱向鋼筋和HRB335 等級箍筋強度，表1 列出了結構梁、柱截面尺寸及配筋。

表1 梁柱截面尺寸及配筋

在ETABS 軟件中建立上部結構模型。經驗算，由ETABS 軟件建立的上部結構模型和由YJK 軟件建立的上部結構模型的質量、自振周期和7 度設防地震下最大樓層剪力、最大層間位移角誤差均在5%以內，表明ETABS 建立結構模型的可靠性。在每個柱子底部布置隔震支座，《建筑抗震設計規范》（GB 50011-2010）[5]規定乙類建筑重力荷載代表值下的豎向壓應力不應超過12MPa，提取每個柱底的豎向反力，由此可以計算每個隔震支座的最小直徑D。初步選擇21個LRB600 鉛芯橡膠支座、54 個LNR600普通橡膠支座，表2為隔震支座參數表，圖3 為隔震支座布置圖，隔震結構的屈重比為4.02%。

表2 隔震支座參數表

圖3 隔震支座布置圖

在ETABS 軟件中建立隔震層，形成隔震結構，支座采用Rubber Isolator 和Gap 單元并聯進行模擬[6]。上部結構和隔震結構的一階自振周期分別為0.748s 和1.906s。在設防地震下，通過隔震結構與上部結構各樓層層間力比值的最大值可以計算出X 向和Y 向水平減震系數分別為0.39 和0.36，結構的水平減震系數取較大值，該值小于0.4，符合預定的隔震目標，上部結構可以按7 度（0.1g）進行設計。

隔震支座的布置需滿足隔震層偏心率小于3%。采用文獻[7]的公式進行偏心率驗算，驗算結果如表3 所示，可知兩個方向偏心率均小于限值。經計算，罕遇地震下隔震層位移最大值小于0.55倍隔震支座有效直徑D 和3 倍厚度Tr的較小值（330mm），符合《建筑抗震設計規范》（GB 50011-2010）[5]要求；罕遇地震下隔震支座的極大面壓為7.2MPa，小于《建筑隔震設計標準》（GB/T 408-2021）[8]的限值25MPa。極小面壓為-0.3MPa，大于《建筑隔震設計標準》（GB/T 408-2021）的限值-1MPa。綜上可知，隔震支座布置較為合理，各項指標均能通過驗算。

表3 隔震層偏心率

2.3 上部減震結構的設計

在隔震設計后，對上部降度的結構進行減震設計。為了簡化計算，僅在弱軸方向（X 向）進行減震設計，減震設計的目標是使上部結構獲得約5%的附加阻尼比。上部結構采用U 型金屬消能器作為減震裝置，并通過外掛墻板與主體結構相連。采用等效線性化方法[9]進行消能器的設計和布置?？紤]上部結構各層的抗震能力，在一層、二層、三層分別布置了16、48、24個相同的消能器，消能器參數和示意圖如表4 和圖4 所示。經過迭代計算，獲得上部結構附加阻尼比為4.40%，符合預期目標。

表4 消能器參數表

圖4 U型金屬消能器示意圖

減震設計完成后，再次對隔震層在罕遇地震下進行校核。經驗算，隔震-減震混合結構的隔震層位移和面壓仍滿足規范要求。

3 隔震-減震混合控制結構與隔震結構抗震性能對比分析

3.1 有限元模型的建立

采用Perform-3D 軟件建立僅隔震設計和隔震-減震混合控制設計的兩個結構模型，其中梁、柱采用非線性纖維截面，U 型金屬消能器采用彈簧單元，外掛墻板采用剛性柱單元，隔震支座采用Seismic Isolator, Rubber Type 單元進行模擬[10]。圖5 為建模方法示意圖。經驗算，由Perform-3D 軟件建立的上部原型結構模型與YJK 模型的質量、自振周期誤差均小于5%，驗證了Perform-3D 模型的準確性。隔震結構在減震設計前后的一階自振周期分別為1.906s和1.852s。

圖5 建模方法示意圖

3.2 地震波的選取

根據《建筑抗震設計規范》（GB 50011-2010）規定，選取與結構周期點（1.906s和1.852s）相匹配的7條地震波（5 條天然波和2 條人工波）進行動力時程分析，地震記錄來源于PEER 地面運動數據庫，人工波由YJK 軟件合成。圖6 為設防地震下地震波加速度反應譜與規范設計反應譜的對比，其中地震波譜值誤差最大值不超過35%、誤差平均值不超過20%。

圖6 地震波反應譜

3.3 設防地震下動力時程分析

對隔震結構和隔震-減震混合結構在設防地震下進行動力時程分析，輸入的峰值加速度為200 cm/s2。圖7 為設防地震7 條地震波及其均值下結構最大層間位移角分布和對比。從圖中可以看出兩結構的最大層間位移角均小于我國《建筑隔震設計標準》（GB/T 408-2021）[8]中RC 隔震結構的彈性層間位移角限值1/400，其中隔震-減震混合結構遠低于該值。在隔震結構上部增加減震裝置前后最大層間位移角分別為1/564和1/1211，最大層間位移角減震率為53.4%。表5 為設防地震下兩結構最大隔震層位移和頂點絕對位移均值，從表中可以看出，結構大部分位移集中在隔震層；相較于隔震結構，隔震-減震結構的隔震層位移有所增加，這是因為上部結構剛度的增加導致隔震層位移有所增大。盡管如此，相較于隔震結構，隔震-減震結構頂點絕對位移減震率為8.70%。由此可知，在設防地震下，在隔震結構上部增加減震裝置能有效減小結構的最大層間位移角和頂點位移，提高結構的抗震性能。

表5 設防地震下兩種結構最大位移均值（單位：mm）

圖7 設防地震下兩種結構最大層間位移角

3.4 罕遇地震下動力時程分析

在罕遇地震下對隔震結構和隔震-減震混合結構進行動力時程分析，此時輸入的峰值加速度為400 cm/s2。罕遇地震下7 條地震波及其均值下結構最大層間位移角分布和對比如圖8 所示，可知隔震結構的最大層間位移角小于我國《建筑隔震設計標準》（GB/T 408-2021）[8]規定的RC 隔震結構在罕遇地震下的彈塑性層間位移角限值1/100，隔震-減震結構小于彈性層間位移角限值1/400。相較于隔震結構（1/189），隔震-減震結構（1/425）的最大層間位移角減震率為55.5%。罕遇地震下兩結構最大隔震層位移和頂點絕對位移均值如表6 所示。可知，結構大部分位移集中在隔震層，兩結構隔震層最大變形均遠小于隔震層位移限值330mm（0.55D），符合規范要求。相較于隔震結構，隔震-減震結構的隔震層位移有所增加，但頂點絕對位移減震率為10.25%。綜上可知，在罕遇地震下，相比于隔震結構，隔震-減震結構的最大層間位移角和頂點位移均得到有效控制，能提高結構的抗震性能。

圖8 罕遇地震下兩種結構最大層間位移角

4 結論

本文選取一棟鋼筋混凝土框架醫院建筑，運用隔震-減震混合控制技術對結構進行設計。采用數值模擬的方法對隔震-減震結構和僅隔震設計的結構進行研究，對比其抗震性能的差異，得出如下結論。

①在設防地震和罕遇地震工況下，相較于隔震結構，隔震-減震結構能有效減小結構的層間位移角和頂點位移，層間位移角減震率分別為53.4% 和55.5%，頂點絕對位移減震率分別為8.70%和10.25%。

②隔震結構在設防地震、罕遇地震下的最大層間位移角分別小于限值1/400、1/100，達到設防地震基本完好、罕遇地震中等破壞的性能水準，隔震-減震結構在設防地震和罕遇地震下的最大層間位移角小于限值1/400，到達設防地震完好、罕遇地震基本完好的性能水準。

③在設防地震和罕遇地震下，兩結構位移大部分出現在隔震層，各方案隔震層最大變形均遠小于隔震層位移限值0.55D，符合規范要求。由于上部結構剛度的增加導致隔震層位移有所增大，因此相較于隔震結構，隔震-減震結構的隔震層位移有所增加。