陳 宇

(翰林(福建)勘察設計有限公司， 福建 福州 350001)

某小學教學綜合樓隔震設計與抗震性能分析

陳 宇

(翰林(福建)勘察設計有限公司， 福建 福州 350001)

為了分析采用隔震技術的某教學樓框架結構抗震性能，對隔震層位于底層柱頂的結構應用有限元軟件ETABS進行建模和動力時程分析。考慮了底層結構選型、獨立柱剛度、結構抵抗超烈度的能力、隔震層剛心與上部結構質心的偏心率等方面對結構的影響。計算與分析表明：通過增大獨立柱截面，在大震作用下，獨立柱不屈服，采用獨立柱的結構形式合理，隔震結構整體具有抵抗超烈度的能力；隔震層的剛心與上部結構的質心偏心率大于3%(Y向)，考慮將邊角支座的水平位移放大系數取為1.15。關鍵詞： 底層柱頂隔震；框架結構；獨立柱；偏心率

層間隔震是基于基礎隔震理論而新發(fā)展的一種結構控制體系。我國《建筑抗震設計規(guī)范》[1](GB 50011-2010)(簡稱《10版抗規(guī)》)指出，目前底層柱頂隔震是主要的層間隔震應用形式之一，將隔震層置于底層柱頂能夠解決結構豎向剛度突變而引起的底層柱子發(fā)生破壞的問題[2-4]。目前，福建省已有底層柱頂隔震形式的試點建筑超過二十棟[4-5]。底層結構形式通常有框架柱帶拉梁和獨立柱兩種，《10版抗規(guī)》[1]對隔震下部結構的設計已有具體的抗震設計規(guī)定，但是工程界仍然懷疑在偶遇地震下結構的倒塌安全性。

文獻[3-7]分析認為，近年來隨機性超烈度地震頻發(fā)，隔震結構在設計時應能通過預留足夠的安全儲備來抵御可能發(fā)生的超烈度地震，建議驗算超烈度地震作用下(提高半度以上)的抗震性能。劉彥輝等[8]對隔震建筑下部結構為懸臂柱時的P-Δ效應進行了研究，結果表明：當下部結構采用獨立懸臂柱時，計算過程應考慮P-Δ效應的影響。杜永峰等[9]對隔震結構震損倒塌進行分析，下部結構采用獨立柱，認為當獨立柱長細比小于5時，柱頂加連梁對增加獨立柱的剛度貢獻極微，在偶遇大震下，隔震結構有可能因支座水平位移超過限值，這將導致結構倒塌。金燦國[10]對底層為薄弱層的抗震結構進行了分析，抗震結構中當底層為薄弱層(底層無填充墻而上部密布填充墻)時，房屋破壞位置為底層剛度突變處，破壞模式為“強梁弱柱”。

本文對隔震層位于底層柱頂的六層結構進行了設防烈度和超烈度地震作用下的設計與研究，具體分析了結構的地震反應和抗震性能。隔震設計與分析采用國際通用的大型結構有限元分析軟件ETABS進行三維建模和動力時程分析，考慮了底層結構選型、獨立柱剛度、結構抵抗超烈度的能力，隔震層剛心與上部結構質心的偏心率等方面對結構的影響。

1 工程背景

工程建造地為福建廈門市湖里區(qū)，湖邊小學2#教學綜合樓，主體6層，地下室1層，其中2～5層為教室，6層為辦公室，總建筑面積為3 672 m2。建筑平面較為規(guī)則，底層平面見圖1，2～5層平面見圖2，圖1中X向(縱向)長度60.60 m，Y向(橫向)長度9.90 m。采用現澆鋼筋混凝土框架結構，底層柱頂隔震，結構的豎向剖面如圖3所示?？拐鹪O防烈度7度(0.15g，第三組)，特征周期0.45 s，場地Ⅱ類，基本風壓0.80 kN/m2，粗糙度B類。

圖1 底層平面圖(單位：mm)

圖2 2～5層平面圖(單位：mm)

圖3 結構豎向剖面(單位：mm)

橫向兩跨框架(走道為小跨、教室為大跨)，主要柱網為7.5 m×9.0 m+2.4 m×9.0 m，荷載標準值按照規(guī)范進行組合，結構構件尺寸等設計信息見表1。

表1 結構構件設計信息

2 隔震方案及底層結構形式選擇

2.1 結構隔震形式選擇

本工程的特點有：(1) 建筑布置較規(guī)則；(2) 經初步驗算，非隔震結構的基本周期為0.98 s(Y向)，周期較短，剛度較大；(3) 結構高寬比為1.98(19.6 m/9.9 m)，小于4；(4) 場地基本風壓為0.80 kN/m2,風荷載小于《2010版抗規(guī)》[1]12.1.3規(guī)定的10%；(5) 建筑場地為Ⅱ類；(6) 乙類建筑。綜上，本工程結構符合隔震技術的應用要求。本工程結構尚有以下特點：由于底層沒有墻體和上部各樓層填充墻對剛度的影響，底層的屈服強度系數比2～6層都小，根據《2010版抗規(guī)》[1]定義底層為薄弱層。按現行規(guī)范規(guī)定要求對結構進行抗震設計,難以保證“強柱弱梁”破壞機制的形成，考慮到豎向剛度突變的抗震結構在歷次地震中破壞嚴重；并綜合施工、隔震構造和工程造價等因素，決定采用底層柱頂隔震形式。

2.2 底層結構形式選擇

下部結構常用結構形式有兩種，即獨立柱和框架柱帶拉梁。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；但設置拉梁會降低結構凈高，不利于空間的利用。雖然獨立柱較框架柱帶拉梁形式的穩(wěn)定性差，但柱長細比和上部荷載不大時采用獨立柱。本工程底層結構高度為3 600 mm，柱長細比為4.8(3600 mm/750 mm)<5，故底層結構采用獨立柱形式。

3 結構隔震設計

3.1 結構模型建立

隔震分析采用國際通用的ETABS有限元分析軟件，結構強度計算和配筋采用主體設計單位常用的PMPK結構計算軟件中的SATWE模塊。

在ETABS中建立隔震與非隔震結構模型，混凝土框架梁、柱采用空間桿系單元模擬，混凝土樓板采用膜單元模擬，隔震橡膠支座采用軟件自帶的Isolator1連接單元模擬，其中普通橡膠支座(LNR)采用線彈性模型，鉛芯支座(LRB)采用雙線性恢復力模型。分段設計時不包含地下室結構，有限元模型見圖4。并對此非隔震和隔震模型進行時程分析。

圖4 結構有限元模型

3.2 隔震層設計

(1) 隔震支座選取與布置。根據《10版抗規(guī)》[1]第12.1.4的規(guī)定，隔震支座的規(guī)格、數量和分布應根據豎向承載力、側向剛度和阻尼的要求經計算確定。經計算，得到隔震支座直徑分別為500 mm和600 mm。

設計分析表明，在類似于平面為長條形的建筑中使用隔震技術，橫向為兩跨框架(走道為小跨、教室為大跨)，這樣隔震層的剛心與上部結構的質心在橫向上(Y向)偏差通常不能滿足3%的要求。工程設計中應滿足減震效果和上部結構降低設防烈度設計的同時，盡可能調整鉛芯支座的布置，使得隔震層的剛心與上部結構的質心偏差不超過3%[11]，如果偏差大于3%，則應當考慮對邊角支座的水平位移放大系數。鉛芯支座布置于建筑的四周有利于結構的抗扭，普通橡膠支座布置于建筑中部。支座的數量及位置經反復調整，偏心率分別為0.5%(X向)和4.0%(Y向)。

基于隔震層抗風承載力驗算和減震率的要求，布置LNR600支座5個，LRB600支座5個，LRB500支座17個，算得隔震層總屈服剪力為1 580 kN，上部結構的總重力荷載代表值為5.47×104kN，得到結構剪重比為2.90%。隔震支座布置見圖5，隔震支座的規(guī)格和型號見表2，其力學性能參數見表3。

圖5 隔震層支座平面布置圖(單位：mm)表2 隔震支座型號和規(guī)格

表3 隔震支座力學性能參數

(2) 底層獨立柱截面設定。獨立柱計算高度為3 600 mm，柱子截面為650 mm×650 mm(SATWE計算)，考慮到安裝上下連接鋼板尺寸及加強剛度將其截面尺寸增大為750 mm×750 mm，柱子長細比為4.8。

3.3 地震波的選取

選擇適用于Ⅱ類場地土的三條常用地震波，分別是El Centro波、Taft波和Northridge波，以及一條人工波(同安波)；所選的每條波計算所得滿足《10版抗規(guī)》[1]第5.1.2條3款的規(guī)定。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 地震反應時程分析

4.1 結構基本周期和等效阻尼比

在7度(0.15g)多遇和罕遇地震下，對隔震和非隔震模型分別進行時程分析，得到兩種結構的基本周期(模態(tài))，并計算出等效阻尼比，如表4所示。表中()表示罕遇地震作用的數值。

表4 結構基本周期和等效阻尼比

由表4得：兩方向振動的一階振型都為平動，表明了結構規(guī)則。隔震結構周期(多遇地震)相比于非隔震結構周期延長了2.70/0.98=2.78倍(Y向)，雖然小于3倍[12-13]，但達到隔震設計目的；在罕遇地震作用下周期更加延長。

4.2 結構層間剪力及其比值

在7度(0.15g)多遇和罕遇地震下，對隔震和非隔震結構進行了動力時程分析，得到了結構層間剪力峰值，并計算出層間剪力比，如表5所示。

由表5可得，兩種結構模型的最大剪力比值出現在頂層(第6層)為0.39，上部結構層間剪力比最大值為0.39，即減震系數為0.39，小于0.40，滿足《10版抗規(guī)》[1]上部結構降低烈度設計的要求，水平地震影響系數為0.047(0.39×0.12)，上部結構設計取為6度(0.05g)。但預留安全儲備，上部結構地震作用仍然按7度(0.10g)進行設計。由表5進一步分析可得，層2剪力最大比僅為0.32(Y向)，說明隔震結構的基底剪力減少了68%以上，表明減震效果顯著。

本工程為乙類建筑，由以上的結構剪力對比可得，結構減震效果顯著，抗震性能大為提高。根據《10版抗規(guī)》[1]并結合同類隔震建筑審查要求，上部框架結構抗震等級取三級，抗震構造措施提高取二級[10]。

表5 結構層間剪力及其比值

4.3 結構位移反應

在7度(0.15g)罕遇地震下，對隔震和非隔震結構模型進行非線性動力時程分析，所得到結構樓層的位移角峰值，如表6所示。為了直觀地表示頂層和底層的樓層位移對比，圖6為人工波作用下頂層、隔震層以及底層的位移時程曲線。

表6 7度罕遇的結構層間位移角

圖6 人工波作用下樓層絕對位移反應

由表6得，上部結構2～6層的層間位移角相差小，可視為整體平動。層間位移角最大值為1/379(層3，Y向)，進入彈塑性變形淺，而非隔震結構層間位移角最大值為1/114(層5，Y向)，產生較大的彈塑性變形；底層獨立柱層間位移角最大值為1/881(Y向)，說明下部結構剛度較大，而非隔震結構底層層間位移角為1/307(Y向)，與其層2(1/145)相比，相差2.1倍，說明樓層豎向剛度突變較大。從圖6可知，隔震結構水平向位移主要集中于隔震層，水平位移峰值為138 mm(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)，乘以放大系數1.15倍[1,6]，是水平位移限值(ud)257 mm的61.8%，隔震層位移余量較大。

為了檢驗該結構在超烈度地震作用下的抗震性能，烈度提高0.5度[3-7]，即將地震作用從7度(0.15g)提高到8度(0.20g)，驗算其結構位移和樓層加速度反應，詳見4.4和4.5節(jié)。

4.4 8度地震作用下結構位移反應

在8度(0.20g)罕遇地震下，對隔震和非隔震結構模型進行非線性時程分析，得到層間位移角峰值，如表7所示。

由表7可得，隔震建筑上部結構2～6層的層間位移角最大值為1/301，結構彈塑性變形小，而非隔震結構層間位移角最大值達到1/87，彈塑性變形已經很大；底層獨立柱層間位移角最大值為1/726(Y向)，仍處于彈性變形階段，非隔震結構底層層間位移角為1/247(Y向)；隔震層水平最大位移為196 mm(Y向)，乘以放大系數1.15倍，是水平位移限值(ud)257 mm的87.7%，仍有一定的余量。

表7 8度罕遇的結構層間位移角

4.5 8度地震作用下樓層加速度反應

在8度(0.20g)罕遇地震作用下，對隔震和非隔震結構模型進行非線性動力時程分析，表8為最不利的地震波作用下樓層四個角的加速度均值，其數值相差不大，基本表現為平動。

表8 罕遇地震作用下樓層(Y向)絕對加速度

由表8得，各樓層加速度減震率為62.1%～81.7%；樓層峰值處于135 gal～195 gal，均值接近150 gal，結構抗震性態(tài)水平處于“基本運行”[12]，人體舒適度大為提高。而底層為抗震結構，其加速度增大了9.0%，但不影響使用的舒適度。

5 結 語

(1) 在設防烈度7度(0.15g)地震作用下，隔震結構比非隔震結構周期延長了2.78倍，使結構周期避開了場地的卓越周期，達到隔震設計的目的。

(2) 下部結構采用獨立柱形式，分析結果表明：獨立柱具有足夠的剛度、強度和穩(wěn)定性；將獨立柱取簡化為懸臂柱進行計算，通過增大柱子剛度，在超烈度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) 超烈度地震作用驗算表明，整體結構具有較高的抗震性能，相當于烈度提高0.5度以上。

(4) 本工程設計分析表明，隔震層的剛心與上部結構的質心在橫向上(Y向)偏差大于3%，通過隔震層和上部結構采取有效地抗扭措施后以及扭轉周期小于平動周期的70%，考慮邊角支座的位移放大系數為1.15。

(5) 在類似于教學樓這類平面縱向為長條形，而橫向為兩跨框架(走道為小跨、教室為大跨)的建筑中使用隔震技術，在滿足減震效果和降度設計的同時，應調整鉛芯支座的布置來減小隔震層的剛心與上部結構的質心偏差，如果偏差較大，則應當考慮增大對邊角支座的位移放大系數。

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Seismic Isolation Design and Analysis of Seismic Performance of a Primary School Building

CHEN Yu

(Hanlin(Fujian)SurveyandDesignCo.,Ltd.,Fuzhou,Fujian350001,China)

In order to analyze the seismic performance of a teaching building frame structure with isolation technology, modeling and time-history analysis of structure with isolation layer on top of basement columns are developed by using the finite element software ETABS. The influence of the substructure selection, the stiffness of the independent column, the ability of the structure to resist the super-intensity, the eccentricity of the stiffness center of isolator layer and the center of mass of the superstructure are all considered. The calculation and analysis demonstrate that: by increasing the section of the independent column, the independent column will not yield under severe earthquakes, and the structure of the independent column is reasonable; the isolation structure has the ability to resist the super intensity; the eccentricity of the stiffness center of isolator layer and the center of mass of the superstructure are larger than 3% on the transverse direction (Y), if the horizontal displacement adjustment coefficient of the corner isolation bearings take 1.15.

seismic isolation on first-story columns’ top; frame construction; independent column; eccentricity

10.3969/j.issn.1672-1144.2017.02.043

2017-01-08

2017-03-08

廈門市湖里區(qū)教育局科技資助項目(00501505)

陳 宇(1971—)，男，福建福州人，高級工程師，主要從事建筑結構設計工作。E-mail:459838797@qq.com

TU352.1

A

1672—1144(2017)02—0224—06