吳小賓， 彭志楨， 曹 莉， 韓克良

(中國建筑西南設計研究院有限公司， 成都 610042)

1 工程概況

川投西昌綜合醫(yī)院位于西昌北城新區(qū)，建筑面積17.05萬m2，地下2層，地上16層，另有1層屋架； 塔樓建筑高度70.5m，為Z字形平面，長度134.4m，單肢寬度23.9m； 裙房地上4層，建筑高度21.3m，為矩形平面，裙房長度193.2m，寬度109.9m； 塔樓與裙房不設置防震縫。本項目建筑效果見圖1，典型建筑剖面見圖2，結(jié)構模型見圖3。

圖1 建筑效果圖

圖2 建筑剖面示意圖

本工程位于9度區(qū)近斷層，建筑體型復雜，上部結(jié)構豎向及平面不規(guī)則，采用基礎隔震技術應對結(jié)構復雜性，提高結(jié)構抗震性能。結(jié)構設計基準期和使用年限為50年，基礎、框架柱、剪力墻、隔震層構件安全等級一級，結(jié)構重要性系數(shù)1.1； 其余構件安全等級二級。建筑抗震設防類別為重點設防類，抗震設防烈度為9度，設計地震作用考慮1.5的近場地震增大系數(shù)，故設計采用的小震峰值加速度為210cm/s2，設計地震分組為第三組，場地類別為Ⅱ類，特征周期Tg為0.45s。基本風壓(50年一遇)為0.30kN/m2，進行承載力計算時，取50年重現(xiàn)期基本風壓的1.1倍。地基基礎設計等級為甲級。結(jié)構抗震等級為特一級。

圖3 結(jié)構模型圖

圖4 塔樓結(jié)構平面圖

2.1 上部結(jié)構設計

隔震層位于基礎頂部，隔震層以上采用框架-剪力墻結(jié)構。由于塔樓平面在Y向?qū)挾冗h小于X向長度，Y向抗側(cè)剛度相對較小，故裙房以上塔樓Y向設置了4榀屈曲約束支撐(BRB)，BRB的平面位置見圖4，BRB主要參數(shù)見表1。

塔樓剪力墻厚度600mm，裙房剪力墻厚度500mm，因抗震性能需要，部分剪力墻采用鋼板混凝土剪力墻，鋼板厚度16～40mm。塔樓主要框架柱截面尺寸為1 200×1 200，部分框架柱采用型鋼混凝土柱，內(nèi)含十字形鋼骨，鋼骨截面尺寸為600×250×30×30； 裙房主要框架柱截面尺寸為800×800～1 200×1 200。主樓框支轉(zhuǎn)換梁截面尺寸為1 400×2 100，內(nèi)設雙鋼骨，鋼骨截面為H1 600×250×50×50，裙房框支轉(zhuǎn)換梁截面尺寸為1 400×1 700，內(nèi)設雙鋼骨，鋼骨截面為H1 200×200×50×50，雙鋼骨間均通過綴板連接。墻柱混凝土強度等級為C60～C40,隔震層支墩和轉(zhuǎn)換梁混凝土強度等級C60，其余梁板混凝土強度等級C30～C35。鋼材強度等級Q355B。型鋼柱及鋼板剪力墻現(xiàn)場照片見圖5。

BRB主要參數(shù) 表1

2.2 基礎與隔震溝擋土墻設計

基礎采用整體性能較好的筏板+下柱墩的型式，以稍密～密實卵石為持力層。隔震溝擋土墻為懸臂式擋土墻，擋土高度11.70m； 擋土墻需在罕遇地震作用下保持彈性，設計采用肋板式擋土墻，底部擋土墻厚度為800mm，肋板間距5m，肋板式擋土墻詳圖見圖6，其現(xiàn)場照片見圖7。

3 隔震設計

3.1 隔震層布置

基礎隔震系統(tǒng)采用組合隔震，由鉛芯橡膠支座(LRB)、無鉛芯橡膠支座(LNR)、黏滯阻尼器(VFD)和彈性滑板支座(ESB)組成，隔震層布置如圖8所示。

隔震層共布置517個隔震支座，共7種類型； 其中LRB1400支座77個，LRB1300支座41個，LRB1100支座123個； LNR1400支座29個，LNR1300支座27個，LNR1100支座205個，ESB600為15個，隔震支座參數(shù)見表2。

圖5 型鋼柱及鋼板剪力墻現(xiàn)場照片

圖6 肋板式擋土墻詳圖

圖7 肋板式擋土墻現(xiàn)場照片

圖8 隔震層布置

圖9為隔震支座現(xiàn)場照片。隔震層的屈重比即總屈服力與結(jié)構總重力的比值約為2%。

隔震層共設置了80個黏滯阻尼器，其中X向和Y向各40個。黏滯阻尼器采用非線性，最大輸出力2 000kN，速度指數(shù)0.3，設計允許位移720mm。

隔震支座主要參數(shù) 表2

設置黏滯阻尼器可顯著減小隔震層水平位移，罕遇地震時程分析下隔震支座最大位移由無黏滯阻尼器時的765mm減小到586.4mm，小于隔震支座位移限值Min(0.55D=605mm,3r=696mm)[1]=605mm，滿足抗規(guī)[1]要求，其中最小隔震支座LRB1100有效直徑D為1.1m,其內(nèi)部橡膠總厚度r=232mm。而在隔震層平面下部軸設置了剛度相對較小的彈性滑板支座，有助于減小隔震層剛度中心與上部結(jié)構質(zhì)心的偏心； 最終隔震層X向偏心率為0.364%，Y向偏心率為0.241%，均小于3%[2]，滿足要求。

3.2 減震系數(shù)及減震目標

本工程減震目標為將水平地震作用降低一度； 7條地震波設防地震下的隔震模型與非隔震模型各樓層的層剪力比值的最大值為0.354，隔震模型與非隔震模型各樓層的層傾覆力矩比值的最大值為0.367，最終得到水平向減震系數(shù)β為0.367<0.38，滿足水平地震作用降低一度計算的要求，但豎向地震及相關構造不降低。

圖9 隔震支座現(xiàn)場照片

隔震后上部結(jié)構水平地震影響系數(shù)最大值αmax1=β×αmax/ψ=0.367×0.32/(0.85-0.05)=0.147≤0.16，其中αmax為非隔震水平地震影響系數(shù)最大值，ψ為調(diào)整系數(shù)； 考慮1.5的近場地震增大系數(shù)后，上部結(jié)構地震影響系數(shù)最大值可取0.147×1.5=0.22，實際取0.24，即按8度(0.3g)地震輸入。

3.3 隔震支座極大壓應力及極小壓應力計算

3.4 隔震層抗風承載力及彈性恢復力驗算

隔震層必須具備足夠的屈服前剛度和屈服承載力，以滿足風荷載和微振動及彈性恢復力要求。

在罕遇地震作用下隔震支座的屈服荷載與風荷載作用下隔震層的水平剪力標準值之比為4.94，大于1.4，滿足要求； 其總水平彈性恢復力與總水平摩阻力之比2.18，大于1.2，滿足要求。

3.5 隔震層抗傾覆驗算

對隔震結(jié)構進行設計時，要避免上部結(jié)構在地震作用下產(chǎn)生過大的傾覆力矩而使結(jié)構發(fā)生傾覆破壞。三向罕遇地震作用下結(jié)構整體抗傾覆驗算結(jié)果見表3。由表可知，結(jié)構兩個方向的抗傾覆力矩與傾覆力矩比值均大于1.2，說明本工程大底盤隔震有較大的抗傾覆能力，結(jié)構不會發(fā)生傾覆破壞。

罕遇地震作用下隔震層抗傾覆驗算 表3

3.6 隔震層溫度作用驗算

本工程隔震層長約200m,寬約124.3m，設計時考慮了季節(jié)性溫差下的溫度效應。結(jié)合隔震層混凝土澆筑成型時間及項目當?shù)貧庀笄闆r。隔震層考慮室內(nèi)升溫15℃及降溫-15℃的等效溫差。

隔震層剛度較小，使得結(jié)構的底端約束在隔震層大大釋放，有利于減小隔震層樓板的溫度應力[4]。降溫工況下，隔震層中間部分拉應力為1.14～1.78MPa，外圍大部分樓板主拉應力為0.73～1.2MPa左右，均小于樓板C35混凝土抗拉強度標準值ftk=2.2MPa。僅中間剪力墻角部及樓板轉(zhuǎn)角處存在應力集中，最大拉應力約2.49 MPa，見圖10。

圖10 降溫工況下隔震層溫度應力/MPa

由于隔震層較柔，溫度作用使得隔震支座易產(chǎn)生一定的相對變形，且兩端邊緣處支座變形相對較大，越往中間，支座變形越小[5]。以Y向①軸交～軸的隔震支座為例(①軸交軸支座編號為1，其余支座編號依次從下往上遞增)，溫度作用下，隔震支座Y向位移如圖11所示?？芍獪囟茸饔孟?隔震支座最大位移為8.2mm，僅為支座位移限值605mm的1.3%，變形最大隔震支座位于隔震層左下角的角部1號支座。為減少溫度作用對隔震層及隔震支座的影響，隔震層設置間隔不大于40m的溫度后澆帶。綜上所述，本工程溫度作用對隔震結(jié)構的影響可控。

圖11 溫度作用下隔震支座Y向位移

4 性能化設計

4.1 性能目標

本工程性能目標為C類[6]，其中層間位移角限值參考抗規(guī)[1]確定，各地震水準的具體性能目標見表4。

性能目標 表4

4.2 性能分析

4.2.1 典型耗能構件滯回曲線及能量圖

罕遇地震作用下隔震結(jié)構的典型能量耗散分布見圖12。地震輸入隔震結(jié)構的能量主要由位移型阻尼器即鉛芯橡膠支座、速度型阻尼器即黏滯阻尼器以及結(jié)構的阻尼耗能來消耗，而應變能耗能比例十分?。?由統(tǒng)計可知，黏滯阻尼器提供約5%的附加阻尼比，而隔震支座約提供了4.7%的附加阻尼比，上部結(jié)構構件進行彈塑性耗能而提供的附加阻尼比僅為0.7%，說明上部結(jié)構構件的塑性耗能相對較少。罕遇地震下作用下典型耗能構件滯回曲線見圖13?？芍?，隔震層的黏滯阻尼器及鉛芯橡膠支座在罕遇地震下充分發(fā)揮耗能作用，而上部結(jié)構BRB在下部樓層部分屈服，典型BRB滯回曲線見圖13(d)。

圖12 結(jié)構能量耗散分布

圖13 罕遇地震典型耗能構件滯回曲線

4.2.2 層間位移角及位移

罕遇地震下上部結(jié)構7條波計算的層間位移角平均值如圖14所示。X，Y向的最大層間位移角分別為1/179(8層)，1/184(6層)，均小于層間位移角限值1/111。

圖14 罕遇地震下結(jié)構層間位移角

罕遇地震下頂層位移時程曲線見圖15。相比于彈性時程分析，彈塑性時程分析的位移有所變小，位移也呈收斂趨勢。結(jié)構頂部最大位移在0.5～1.0m左右。

圖15 罕遇地震下頂層位移時程曲線

4.2.3 構件損傷

圖16 罕遇地震下隔震層框支轉(zhuǎn)換梁鋼材塑性應變圖

圖17 罕遇地震剪力墻損傷圖

圖18 罕遇地震作用下框架柱性能水平

5 隔震溝擋土墻計算分析

隔震溝擋土墻直接關系到隔震層變形能否實現(xiàn)，是整個隔震設計的關鍵部位之一，在遭受罕遇地震影響時，擋土墻應保持彈性工作階段。

擋土墻抗震設計方法借鑒軌道交通抗震規(guī)范[7]中的反應位移法，見圖19。以一維土層地震反應計算為基礎，認為地下結(jié)構在地震時的反應主要取決于周圍土層的變形。將土層在地震時產(chǎn)生的最大變形通過地基彈簧以靜荷載的形式作用在結(jié)構上，以此計算結(jié)構反應。

圖19 反應位移法抗震計算示意圖

地基彈簧是為了考慮結(jié)構剛度與土層剛度的不同，定量表示兩者相互作用時引入的單元。地基彈簧剛度取值以地基反力系數(shù)為依據(jù)。對側(cè)壁回填土采用合理的柔性設計，采用粉質(zhì)黏土或黏土進行側(cè)壁回填，回填土與側(cè)壁接觸面采用擠塑板等柔性材料填充。罕遇地震的地震動峰值位移的取值根據(jù)軌道交通抗震規(guī)范[7]中5.2.4條確定。

圖20 擋土墻在罕遇地震作用下內(nèi)力圖

將每個節(jié)點處的地基彈簧力作用于擋土墻平面上，基于SAP2000軟件分析的擋土墻在罕遇地震下的剪力和彎矩如圖20所示。將地震作用下的內(nèi)力與恒載+活載作用下內(nèi)力進行組合后用于擋土墻截面設計，保證擋土墻在遭受罕遇地震時保持彈性。

6 結(jié)論

(1)高烈度區(qū)復雜醫(yī)療建筑中使用隔震技術，可提高結(jié)構抗震性能，同時又較好地滿足建筑功能需求。

(2)本工程的基礎隔震采用組合隔震設計，減震系數(shù)能控制在0.38以內(nèi)，滿足水平地震作用降低一度計算的要求，豎向地震及相關構造不降低?？紤]1.5的近場地震增大系數(shù)不變，隔震后上部結(jié)構小震計算時的地震影響系數(shù)可取0.24。采用隔震后，性能化分析結(jié)果表明，結(jié)構整體能達到性能目標C級。

(3)對隔震結(jié)構，應重視隔震溝擋土墻的設計，確保罕遇地震下?lián)跬翂Ρ３謴椥怨ぷ麟A段，避免影響隔震層運動，保證隔震設計目標的實現(xiàn)。