盧德輝 張華平 馮 偉 袁愛珍

1. 廣州建筑股份有限公司 廣東 廣州 510030；2. 華南理工大學 廣東 廣州 510010

建筑隔震技術是一項革新、成熟、可靠、經(jīng)濟的抗震新技術[1]，其最大的特點是通過加入隔震支座，延長結構周期以減小結構的地震響應，達到“以柔克剛”的效果。隔震技術因其在實際地震中所表現(xiàn)出的良好抗震性能[2]，被廣泛應用于實際工程中[3-4]。

1 工程概況

某商貿(mào)城綜合樓結構設計年限為50年，丙類建筑。結構形式為框架結構，地上5層（不包括隔震層），總高度為21.6 m（圖1）。本工程處于8度的抗震設防烈度地區(qū)，場地類別屬于Ⅱ類，設計地震分組屬于第三組，設計基本地震加速度0.2g，50年一遇的基本風壓為0.56 kN/m2，地面粗糙度B類。

圖1 結構整體ETABS三維模型

2 隔震設計

2.1 隔震設計目標的確定

擬采用基礎隔震技術，使得隔震后結構由非隔震結構水平地震8度（0.2g）降低到7度（0.1g），并以此進行上部結構抗震設計。

2.2 隔震支座布置

隔震層主要由隔震支座、抗風裝置以及阻尼裝置3部分組成。一般情況下，可使用鉛芯橡膠支座來滿足抗風以及阻尼耗能的要求。特別地，可將抗風裝置與阻尼裝置單獨設置。

隔震層的布置應符合下列的要求：

1）為避免扭轉效應，隔震層的剛度中心宜與上部結構的質量中心重合。

2）隔震層的平面布置位置需與結構的上部與下部的豎向構件的平面布置位置相對應。

3）隔震層抗風裝置的位置宜分散、對稱地布置在建筑物的外邊緣。

4）當同一支承處布置多個隔震支座時，需保證施工安裝的空間。

5）當隔震層采用多種隔震支座時，應充分發(fā)揮各類型隔震支座的豎向、水平受力性能。

根據(jù)分散、對稱、周邊的布置原則以減小隔震結構的扭轉效應，并考慮抗風的要求，初步確定了隔震支座的布置位置以及隔震支座的類型（圖2）。圖2中布置的隔震支座為29個直徑為500 mm的鉛芯橡膠支座（簡稱LRB500），鉛芯橡膠隔震支座參數(shù)見表1。

圖2 隔震支座布置平面

表1 LRB500型隔震支座參數(shù)

2.3 抗風驗算

根據(jù)公式?wVwk≤VRw，對隔震層抗風裝置進行驗算。式中，VRw為抗風裝置的水平承載力設計值。本工程采用鉛芯橡膠隔震支座抵抗風荷載，則VRw為鉛芯橡膠隔震支座水平屈服荷載設計值之和，共2 316.2 kN；?w為風荷載分項系數(shù)，取1.4；Vwk為風荷載作用下隔震層剪力標準值，為1 439 kN（SATWE非隔震結構的隔震層剪力）。經(jīng)驗算，本工程所采用的隔震支座滿足隔震結構抗風驗算。

2.4 隔震支座壓應力驗算

由重力荷載代表值作用下隔震支座的壓應力（圖3）可看出，隔震支座壓應力＜15 MPa，滿足GB 50011—2010《建筑抗震設計規(guī)范》（下稱“規(guī)范”）的要求。

圖3 隔震支座壓應力

3 隔震分析

3.1 模型建立與驗證

本工程采用ETABS軟件對隔震減震結構進行隔震分析。各樓層均采用剛性隔板假定，框架梁、柱采用框架線單元。為了校核所建立ETABS模型的準確性，采用振型分解反應譜法，分別計算考慮隔震層部分的ETABS與SATWE的非隔震模型，對比計算得到質量、周期、層間剪力。表2、表3分別給出了對比結果，可知ETABS模型與PKPM模型計算所得的結構質量和前3階周期差值在7%以內(nèi)，吻合情況良好，表明采用ETABS建立的模型是合理可行的。

表2 非隔震結構質量對比

表3 非隔震結構周期對比

3.2 隔震結構模態(tài)分析

采用ETABS中塑性連接單元（ISOLATOR1）模擬鉛芯橡膠隔震支座，對隔震結構模型進行模態(tài)分析，得到前3階周期，與非隔震結構進行對比，對比結果見表4。由表4可知，鉛芯橡膠隔震支座的加入有效地延長了結構自振周期，降低了地震響應。

表4 隔震結構與非隔震結構模態(tài)對比

3.3 地震波選取

根據(jù)規(guī)范規(guī)定，選取了6條天然波和1條人工波進行時程分析（AW2為人工波，其余為天然波）。對非隔震結構進行振型分解反應譜與時程分析，得到非隔震結構x、y向時程和反應譜樓層基底剪力，對比結果見表5。

表5 非隔震結構時程與反應譜下基底剪力對比

由表5可知，由各時程曲線與振型分解反應譜法計算所得的結構基底剪力比值在67.5%～130%范圍內(nèi)；7條時程曲線計算所得的基底剪力平均值與振型分解反應譜法所得的基底剪力的比值分別為93.3%與106.6%，滿足規(guī)范要求。

3.4 樓層剪力

分別計算抗震設防烈度為8度（0.2g）的設防地震作用下非隔震結構與隔震結構在各地震波下的x、y方向層剪力（圖4）。進一步地，可得到7條時程曲線作用下，隔震結構與非隔震結構在相應方向的層剪力及其剪力比值（減震系數(shù)β），見表6。

圖4 樓層剪力

表6 設防地震作用下減震系數(shù)β

根據(jù)規(guī)范中公式αmax1=βαmax/ψ，計算隔震后水平地震影響系數(shù)αmax1。式中，αmax為非隔震的水平地震影響系數(shù)最大值，取0.24；ψ為調(diào)整系數(shù)，取0.85；由于本工程屬于多層建筑，水平地震影響系數(shù)β為按彈性計算所得的隔震與非隔震層間剪力比值平均值的最大值。根據(jù)表6可知β=0.26。于是αmax1=0.073，表明上部結構設計時可采用地震影響系數(shù)αmax= 0.08進行計算。

3.5 隔震層位移

采用的荷載組合為：1.0×D（恒荷載）＋0.5×L（活荷載）＋1.0×Fek（水平地震作用），計算罕遇地震下隔震層（隔震支座）水平位移，得到罕遇地震下各個支座最大水平位移如表7所列，隔震層高度為1.95 m。

表7 罕遇地震下隔震層位移（mm）

3.5.1 隔震縫確定

表7給出了罕遇地震作用下，隔震層在各時程曲線下正向與負向位移最大值以及7條時程曲線的均值。通過對該隔震結構進行罕遇地震作用分析，罕遇地震下隔震層最大層間位移為162.1 mm，為滿足規(guī)范“縫寬不宜小于隔震橡膠支座在罕遇地震下的最大水平位移的1.2倍且不宜小于200 mm”的要求，本工程隔震縫寬度建議取250 mm。

3.5.2 隔震支座水平位移驗算

罕遇地震作用下，各時程曲線的隔震支座水平正向與負向位移均值不應超過支座有效直徑（d）的0.55倍和支座內(nèi)部橡膠總厚度（tr）的3.0倍二者的較小值。本工程中隔震支座選取了LRB500一種類型，可據(jù)此確定隔震層各支座的水平位移限值[U]為275 mm（0.55d=275 mm＜3tr=300 mm）。

由表7可知，罕遇地震作用下，隔震層最大位移均值為162.1 mm＜275 mm，滿足要求。

3.6 隔震支座拉應力驗算

根據(jù)規(guī)范12.2.4條規(guī)定：隔震橡膠支座在罕遇地震的水平和豎向地震的同時作用下，拉應力不應大于1.0 MPa。隔震支座拉應力驗算采用的荷載組合為：1.0D＋0.5L＋1.0Fek＋0.5Fvk、1.0D＋0.5L－1.0Fek－0.5Fvk、1.0D＋0.5L－0.5Fek－1.0Fvk。式中，F(xiàn)ek為水平地震作用，取7條時程曲線水平地震作用的平均值；Fvk為豎向地震作用，取0.3重力荷載代表值。各支座軸向應力見圖5。由圖5可知，本工程隔震層29個隔震支座均未出現(xiàn)拉應力，滿足規(guī)范要求的罕遇地震作用下隔震支座拉應力小于1 MPa。

4 結語

本文對隔震結構與非隔震結構進行時程分析，對比分析了兩者的自振周期與剪力，驗算了隔震層與隔震支座的相關性能，得出如下結論：

圖5 罕遇地震下隔震支座軸向應力

1）通過合理布置隔震支座，有效延長了結構自振周期，較非隔震結構增大了2.42倍，降低了上部結構的地震響應，滿足規(guī)范“前二階振型以平動為主，第三階振型以扭轉為主”的抗扭設計要求。

2）水平向減震系數(shù)β小于0.26，隔震后結構地震影響系數(shù)最大值為0.073，結構構造措施可按設防烈度為7度（0.10g）執(zhí)行。

3）隔震支座在重力荷載代表值作用下的壓應力，罕遇地震作用下的支座拉應力及其水平極限驗算滿足規(guī)范要求。

4）隔震縫宜大于194.52 mm，本工程隔震縫寬度建議取250 mm。