新宮車輛段大底盤多塔項目隔震設計*

高銀鷹, 楊 開, 范 重, 王金金, 高 嵩, 崔俊偉 , 李宜芳

(1 北京市軌道交通建設管理有限公司，北京 100068；2 城市軌道交通全自動運行系統(tǒng)與安全監(jiān)控北京市重點實驗室，北京 100068；3 中國建筑設計研究院有限公司，北京 100044)

1 工程概況

新宮車輛段位于北京市豐臺區(qū)19號線新宮站附近,項目包含聯(lián)合檢修庫、上蓋小汽車庫和住宅樓,無地下室,總建筑面積14.4萬m2。建筑效果圖如圖1所示。

圖1 建筑效果圖

首層聯(lián)合檢修庫與出入線段和咽喉區(qū)相鄰,主要用于檢修地鐵車輛,平面尺寸為126m×298m,層高12.6m,建筑面積3.7萬m2。聯(lián)合檢修庫上為小汽車庫,層高4.9m,建筑面積3.7萬m2。小汽車庫蓋上為景觀花園和和住宅樓,景觀花園覆土厚度1.8m,局部開大洞,可從室外由樓梯直接進入小汽車庫。住宅樓共12棟,為高層裝配整體式剪力墻結構單體,層數為8～10層,首層層高3.5m,標準層層高3m,屋脊最大高度為52.85m,結構高度52.65m,建筑面積7萬m2。

聯(lián)合檢修庫因建筑及工藝功能要求,致使住宅剪力墻不能落地,剪力墻需在上蓋進行轉換,為實現(xiàn)建筑方案,綜合考慮經濟性、適用性以及隔震建筑能減小聯(lián)合檢修庫對上蓋住宅的振動影響等優(yōu)點[1-3],本項目在小汽車庫頂板和住宅首層樓板之間設置隔震層,隔震層層高2.1m,隔震層不計建筑面積,典型建筑剖面如圖2所示,典型結構剖面圖如圖3所示。

圖2 典型建筑剖面圖

圖3 典型結構剖面圖

塔樓豎向荷載通過剪力墻傳至隔震支座,再傳至下部框架柱與轉換桁架,最后通過大底盤傳至基礎,如圖4所示。

圖4 典型隔震塔樓傳力示意圖

本項目于2019年6月通過抗震設防超限審查,并于2019年9月完成了施工圖設計。設計時主要依據《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)(2016年版)[4](簡稱《抗規(guī)》)第12章相關規(guī)定,并參考了《建筑隔震設計標準》(GB/T 51408—2021)[5]。

2 結構設計主要參數

2.1 結構設計使用年限與安全等級

結構設計基準期50年,設計使用年限50年,耐久性使用年限聯(lián)合檢修庫為100年,其余為50年。結構安全等級二級,重要性系數1.0,抗震設防烈度8度(0.2g),抗震設防類別為標準設防類(丙類)。地基基礎設計等級為甲級,建筑耐火等級一級。

2.2 荷載與作用

聯(lián)合檢修庫因建筑及工藝要求,框架梁跨度19.4m,為大跨度結構構件,且需承托隔震支墩,為轉換構件,對結構自重和可變荷載很敏感,結構設計時應按照業(yè)主使用要求、工藝條件、建筑效果,分別考慮施工階段和使用階段,精細化計算結構附加恒荷載與活荷載。蓋上采用裝配整體式剪力墻住宅,要考慮施工期間各種構件疊放堆載、裝配車運輸荷載及塔吊基礎荷載,小汽車庫頂板應考慮消防車荷載。

2.2.1 恒荷載

各層樓面恒荷載按實際樓板與建筑面層厚度計算。小汽車庫頂板覆土厚1.8m,飽和土容重取20kN/m3,即面荷載為1.8m×20kN/m3=36kN/。

2.2.2 活荷載

活荷載按照《建筑結構荷載規(guī)范》(GB 50009—2012)[6]和業(yè)主要求取值。施工期間,小汽車庫頂板裝配車車道荷載45kN/、構件堆載場地荷載30kN/,其他區(qū)域施工荷載10kN/,以上荷載均可不與頂板覆土同時考慮。小汽車庫頂板消防車道荷載20kN/(設計基礎時不考慮、不與地震作用組合,重力荷載代表值計算時,消防車荷載的組合值系數取0),小汽車庫車道荷載5.0kN/。聯(lián)合檢修庫起重機荷載按工藝要求取值。

2.2.3 風荷載

2.2.4 地震作用

本工程抗震設防烈度為8度,設計基本地震加速度值為0.2g,設計地震分組為第二組,場地類別為Ⅲ類,特征周期Tg=0.55s。

3 結構體系

3.1 結構體系的特點

本工程采用鋼筋混凝土框架(局部轉換桁架)+隔震層+上部裝配整體式剪力墻結構體系。首層聯(lián)合檢修庫因建筑使用功能要求,不能設置剪力墻,只能采用框架結構。首層聯(lián)合檢修庫與2層小汽車庫為下部的大底盤,長邊方向柱距為7～9m,短邊方向柱距為12～20m。2層小汽車庫底板平面布置圖如圖5所示,主要梁、柱截面如表1所示,其中梁、柱混凝土強度等級分別為C40、C50,鋼材強度為Q345。

表1 下部大底盤主要構件截面

圖5 2層小汽車庫大底盤平面布置圖

上部住宅平面為矩形和L形,住宅各棟塔樓與底盤平面布置關系如圖6所示,典型塔樓平面布置如圖7所示,塔樓底部樓層剪力墻厚度為200mm。

圖6 上部塔樓剪力墻、隔震支座及底盤框架柱平面布置關系圖

圖7 上部塔樓典型平面布置圖(T3)

上部住宅的墻體均無法落地,不滿足《抗規(guī)》和《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》(JGJ 3—2010)[7](簡稱《高規(guī)》)中部分框支剪力墻結構對落地剪力墻數量和傾覆力矩的要求,須在2層小汽車庫頂板進行轉換。采用隔震方案能實現(xiàn)優(yōu)良的抗震性能,因此本工程在住宅塔樓下設置隔震層,隔震層典型平面布置如圖8所示。

圖8 隔震層典型平面布置圖(T3)

隔震層部分隔震支座的力可直接傳至2層框架柱,當隔震支座下無豎向構件時,在塔樓投影區(qū)范圍設置雙向轉換桁架,每個隔震支座下方均有斜腹桿或豎腹桿[8],遇到洞口時,調整桁架角度,以滿足建筑功能需求。塔樓投影范圍內小汽車庫層轉換桁架典型平面、立面布置圖如圖9所示,節(jié)點詳圖見圖10,轉換桁架斜腹桿采用H型鋼支撐,鋼材強度Q345。

圖9 轉換桁架典型平面、立面布置圖

圖10 轉換桁架典型節(jié)點圖

3.2 規(guī)則性檢驗和抗震性能目標

3.2.1 規(guī)則性檢驗

本工程采用隔震技術后,上部結構地震作用可降低一度,與抵抗水平地震作用有關的抗震構造措施也能降低一度,大幅提高了結構的抗震性能,減小了構件截面。

規(guī)則性超限檢驗結果表明:1)大底盤最大扭轉位移比為1.29,為扭轉不規(guī)則;2)由于大底盤2層層高小且設置轉換桁架,而大底盤首層層高較高,首層側向剛度僅為2層的0.13,首層層間受剪承載力僅為2層的47%,存在軟弱層和薄弱層;3)12棟裝配整體式剪力墻結構與大底盤的質心偏心距為底盤相應邊長的3.48%,滿足規(guī)范限值20%要求;4)采用大底盤多塔層間隔震,為特殊類型高層建筑。

3.2.2 抗震性能目標

本工程具體構件抗震性能目標如表2所示。

表2 構件抗震性能目標

3.3 計算軟件與地震時程

分別采用YJK與ETABS軟件建立計算模型,并采用考慮扭轉耦聯(lián)的振型分解反應譜法進行地震作用分析[9]。另外補充小、中、大震彈性時程分析。對于上部裝配整體式剪力墻結構,進行整體模型和單塔模型的包絡設計。對于大底盤多塔結構按整體和單塔樓計算模型,分別驗算整體結構和各塔樓結構的整體指標,控制扭轉周期比。罕遇地震除進行等效彈性的振型分解反應譜和彈性時程分析外,還采用SAUSG有限元軟件,對整體結構進行罕遇地震彈塑性動力時程分析。各計算模型如圖11所示。

根據本工程的場地類別和設計地震分組,時程分析時選取了5條天然波和2條人工波。在多遇、設防和罕遇地震下的時程分析均采用這5條天然波;而由于在進行罕遇地震時程分析時,場地特征周期Tg需增加0.05s,Tg由0.55s變成0.60s,故分別另選取了兩條特征周期為0.55s和0.60s的人工波。地震波的選擇滿足《抗規(guī)》5.1.2條3款的選波原則,地震記錄的頻譜特性與場地特性一致,地震波時程曲線及頻譜特性如圖12所示,并在圖中給出了整體結構不考慮隔震支座時的非隔震模型基本周期和考慮隔震支座時的隔震模型對應的基本周期。地震波的頻譜特性在非隔震結構、隔震結構的主要周期點上,都與規(guī)范反應譜“在統(tǒng)計意義上相符”。

圖12 各時程譜及平均譜與設計譜對比

根據《抗規(guī)》5.1.2條規(guī)定,本工程選用的各條地震波的有效持續(xù)時間均可滿足此規(guī)范的有效持續(xù)時間要求。同時,各條地震波計算所得結構底部剪力和多條地震波計算所得結構底部剪力平均值滿足《抗規(guī)》要求。

3.4 結構抗震概念設計與構造

在滿足地鐵工藝和建筑功能的前提下,結構體型力求簡單規(guī)則,抗側力結構盡量雙向均勻布置,以保證結構抗側剛度與抗扭剛度的協(xié)調。通過在小汽車庫層布置桁架轉換來提高大底盤結構抗側剛度。此外,通過調整上部剪力墻塔樓層數、合理布置抗側力構件,確保質心與剛心基本重合,減小偏心影響,降低樓層位移比。

大底盤轉換層在上部塔樓投影范圍及周邊一跨的抗震等級提高一級;轉換桁架上、下弦混凝土梁內增設型鋼,并適當增加轉換桁架上、下弦的縱向鋼筋、箍筋及腰筋,以提高其抗剪能力;控制轉換桁架斜腹桿長細比、增加斜腹桿加勁肋,合理設計節(jié)點,避免應力集中,保證鋼構件承載能力和延性;塔樓投影范圍大底盤框架柱內設置型鋼,適當提高框架柱的縱筋配筋率,箍筋全高加密,并采取比《抗規(guī)》更嚴格的要求來提高框架柱的體積配箍率。大底盤頂層樓板板厚加強,塔樓投影范圍及其周邊一跨板厚300mm,其他區(qū)域板厚250mm,樓板配筋率不低于0.85%,滿布雙層雙向鋼筋。

為了保證隔震層能夠整體協(xié)調工作,隔震層頂部的樓板厚度取為250mm。適當加大隔震層頂部框支梁的截面尺寸,提高框支梁縱向配筋,提高其剛度、承載力和變形能力。隔震支座附近的框支梁、支墩受力狀態(tài)復雜,對其箍筋均進行加密,增大框支梁的縱向貫通受力鋼筋和腰筋的配筋量,框支梁縱筋和腰筋均按受拉鋼筋的要求錨入支墩內。隔震支座與上、下支墩及隔震溝關系如圖13所示。

圖13 隔震支座與上、下支墩及隔震溝關系圖

4 隔震設計

4.1 隔震目標

本工程隔震設計目標為隔震后水平地震作用至少降低1度,隔震層以上與水平地震作用有關的抗震措施按照降低1度設計,與豎向地震作用有關的抗震措施不降低。

根據《抗規(guī)》12.2.5條,為了使上部結構在隔震后不大于7度(0.1g)的地震水平,水平向減震系數β為:

(1)

式中:αmax為隔震前的水平地震影響系數最大值,按照8度(0.2g)取值為0.16;αmax1為隔震后的水平地震影響系數最大值,按照7度(0.1g)取值為0.08;ψ為調整系數,支座剪切性能偏差為S-A類的取值為0.85。

為了達到隔震后地震作用降低1度的要求,水平向減震系數β應小于0.4,最終水平向減震系數根據實際計算結果確定。

4.2 隔震層布置

為了達到預期的隔震效果,隔震層必需具備下列基本特征:1)具備較大的豎向承載能力,能安全支承上部結構。2)屈服前的剛度可滿足抵抗風荷載與多遇地震的要求;當發(fā)生中、大震時,屈服后較小的剛度能將地面震動有效隔離,降低上部結構地震響應。3)具備水平彈性恢復力,使隔震體系在地震中具有即時復位功能。4)具備足夠的阻尼,有較大的消能能力。

本工程隔震層支座布置共計516個。具體為:鉛芯橡膠支座346個,其中14個LRB900,139個LRB800,193個LRB700;天然橡膠支座170個,為LNR700。典型塔樓隔震支座布置如圖14所示。

圖14 典型塔樓(T3)隔震支座布置圖

4.3 隔震層偏心率驗算

典型塔樓隔震層偏心率的計算結果如表3所示。由表可知,X向與Y向的偏心率均小于3%,滿足要求。

表3 隔震層偏心率的計算結果

4.4 隔震層抗風承載力驗算

(1)隔震層必須具備足夠的屈服前剛度和屈服強度,以滿足風荷載和微振動的要求?？癸L承載力應按下式(2)進行驗算:

γwVwk≤VRw

(2)

式中:VRw為抗風承載力設計值,當不單獨設抗風裝置時,取隔震支座的屈服強度設計值;γw為風荷載分項系數,取1.5;Vwk為風荷載作用下隔震層的水平剪力標準值。

(2)隔震支座的彈性恢復力驗算如下:

K100Tr≥1.5VRw

(3)

式中:K100為隔震支座在水平剪切應變100%時的水平等效剛度;Tr為隔震支座內部橡膠總厚度。

典型塔樓隔震層抗風承載力驗算如表4所示。由表4可見,本結構總重力荷載代表值Gi遠遠大于風荷載產生的水平力標準值Vwk,滿足《抗規(guī)》12.1.3條非地震作用的水平荷載標準值產生的總水平力不超過結構總重力10%的要求?？癸L承載力和彈性恢復力分別滿足式(2)和式(3)。

表4 隔震層抗風承載力驗算

4.5 隔震支座長期面壓分析

隔震支座面壓分為長期面壓和短期面壓。長期面壓是結構重力荷載代表值作用(1.0恒載+0.5活載)下的豎向壓應力。短期面壓是指罕遇地震作用組合下的最大瞬時壓應力。

典型塔樓隔震支座長期面壓如圖15所示,隔震支座的最大長期面壓12.10MPa,小于丙類建筑規(guī)范限值的15MPa。

圖15 典型塔樓(T3)隔震支座長期面壓/MPa

4.6 隔震支座變形分析

典型塔樓隔震支座在重力荷載代表值作用下的豎向變形見圖16。可見,隔震支座最大變形值1.99mm(此數值包括支座下方桁架變形和支座本身變形,未包含隔震支座剪切變形而引起的豎向變形),相鄰隔震支座的相對變形最大值為1/2 684。

圖16 典型塔樓(T3)重力荷載代表值作用下隔震支座豎向變形/ mm

4.7 嵌固剛度比驗算

根據《抗規(guī)》12.2.9 條2款,隔震層以下大底盤桁架層結構應滿足嵌固剛度比要求。本節(jié)中計算的嵌固剛度比是等效剪切剛度比,為隔震層以上的住宅首層與隔震層以下的大底盤桁架層的剪切剛度比值,并未考慮隔震層的剪切剛度。各塔樓與其下桁架層(含相鄰一跨或兩跨范圍)的剛度比γ按下式計算:

γ=(G1A1/G2A2)×(h2/h1)

(4)

式中:G1、G2分別為大底盤相關范圍和塔樓首層混凝土剪變模量;A1、A2分別為大底盤相關范圍和塔樓首層折算抗剪面積;h1、h2分別為大底盤和塔樓首層層高。

典型塔樓X、Y向嵌固剛度比計算結果分別如表5所示?？梢姷湫退荴、Y向嵌固剛度比均不大于限值0.5,滿足規(guī)范要求。

表5 典型塔樓嵌固剛度比的計算結果

4.8 塔樓偏置驗算

本項目為大底盤多塔結構,上部塔樓結構的綜合質心與底盤結構質心的X、Y向距離分別為3.66、9.653m,其與底盤相應邊長之比分別為2.90%、3.24%,均小于限值20%,滿足《高規(guī)》10.6.3條要求。其中,上部塔樓結構的綜合質心取上部塔樓首層計算,為所有塔樓的綜合質心。

5 多遇地震計算分析

5.1 彈性時程分析

5.1.1 剪重比

典型塔樓在地震作用下剪重比如圖17所示,由圖可以看出,多遇地震作用下,結構在X、Y兩個主方向各層剪重比均滿足大于規(guī)范限值3.2%的要求。

圖17 典型塔樓及大底盤剪重比

5.1.2 結構層間位移角

以T3和大底盤為例,地震作用下結構的層間位移角如圖18所示。隔震層(標高17.5～19.6m)以上剪力墻結構在X、Y向的層間位移角最大值分別為1/1 695和1/1 586,滿足層間位移角小于限值1/1 000的抗震性能目標要求;隔震層以下框架結構大底盤X、Y向的等效串聯(lián)層間位移角分別為1/1 337和1/1 491,滿足層間位移角小于限值1/550的抗震性能目標要求。

圖18 多遇地震作用下典型塔樓(T3)及大底盤層間位移角

5.2 振型分解反應譜分析

5.2.1 層剪力對比

典型塔樓及大底盤時程分析法得到的樓層剪力與振型分解反應譜法(CQC法)得到的樓層剪力比,如圖19所示?？梢?隔震層以上各塔樓的剪力比X、Y向最大值分別為2.44、2.57,當剪力比值小于1.0時,剪力比值取1.0。各塔樓高區(qū)彈性時程計算得到的層剪力更大,主要原因是受高階振型的影響。CQC法分析時,考慮時程地震作用的放大系數取時程與CQC法分析的層剪力比,比值小于1.0時取1.0。

圖19 多遇地震樓層剪力比(時程分析法/CQC法)

5.2.2 層間位移角

以T3和大底盤為例,通過CQC法得到的層間位移角如圖20所示?？梢?隔震層以上剪力墻結構考慮時程地震作用放大系數后,X、Y向的層間位移角最大值分別為1/1 933和1/1 581,滿足層間位移角小于限值1/1 000的抗震性能目標要求;隔震層以下框架結構大底盤X、Y向的等效層間位移角分別為1/1 280和1/1 354,滿足層間位移角小于限值1/550的抗震性能目標要求。

圖20 多遇地震下典型塔樓(T3)及大底盤結構層間位移角

5.2.3 大底盤結構扭轉位移比

考慮偶然偏心影響的規(guī)定水平力作用,計算樓層豎向構件最大水平位移與平均水平位移比(簡稱層水平位移比)和最大層間位移與平均層間位移比(簡稱層間位移比),結果如表6所示。結果表明,最大扭轉位移比為1.24,略超規(guī)范限值1.2。故需要采取措施增大結構扭轉剛度,減小扭轉影響。同時,由于多遇地震下結構層間位移角很小,扭轉位移比限值1.2可放寬。

表6 大底盤結構扭轉位移比

5.2.4 大底盤結構層間受剪承載力及比值

抗側力結構的層間受剪承載力為所考慮的水平地震作用方向上該層全部柱、斜撐的受剪承載力之和。大底盤結構層間受剪承載力計算結果如表7所示。

表7 大底盤結構層間受剪承載力及比值

由表7可見,大底盤首層抗側力結構的層間受剪承載力僅為2層層間受剪承載力的47%(X向),小于規(guī)范限值65%要求,首層屬于薄弱層。主要原因是2層直接支承隔震層以上剪力墻結構,應滿足嵌固剛度比要求,故此層增設鋼斜撐形成桁架,加強了2層剛度,2層層間受剪承載力也因此加強;同時,首層層高12.6m,2層層高4.9m,由彎矩反算得到的首層框架柱受剪承載力遠小于2層。

提取大震彈性作用下首層框架柱的剪力設計值,并依據《組合結構設計規(guī)范》(JGJ 138—2016)[10]6.2.13～6.2.17條及《高規(guī)》6.2.6、6.2.8、6.2.9條復核框架柱的受剪承載力,首層框架柱均能滿足大震抗剪彈性的要求。

5.2.5 大底盤結構側向剛度及比值

大底盤結構各層側向剛度及比值如表8所示,側向剛度按照地震剪力標準值與相應層間位移之比計算。

表8 大底盤結構側向剛度及比值

由表8可見,大底盤首層側向剛度與2層側向剛度比值X、Y向分別為0.13、0.18,均小于規(guī)范限值0.7,不滿足要求,故首層屬于軟弱層。

6 設防地震彈性時程分析

6.1 減震系數

設防地震作用下,典型塔樓減震系數如表9所示?？梢?上部塔樓水平向減震系數均小于0.4,可按降低1度采取抗震措施。

表9 大底盤及典型塔樓水平向減震系數匯總

6.2 層間位移角

以T3和大底盤為例,地震作用下結構的層間位移角如圖21所示?？梢?隔震層以上剪力墻結構在X、Y向的層間位移角最大值分別為1/1 161和1/1 108,滿足層間位移角小于限值1/600的抗震性能目標要求;隔震層以下大底盤框架結構X、Y向的等效串聯(lián)層間位移角分別為1/638和1/709,均滿足層間位移角小于限值1/500的抗震性能目標要求。

圖21 設防地震下典型塔樓(T3)及大底盤層間位移角

7 罕遇地震彈性及彈塑性分析

7.1 基底剪力

7條地震波作用下結構在X、Y兩個主方向基底剪力如表10所示。可見,X、Y兩個主方向彈塑性基底剪力平均值分別為2 258 409kN和2 363 159kN,對應的剪重比分別為45.5%和47.6%。由同一條地震波的罕遇地震彈塑性與彈性基底剪力結果可知,其比值均小于1,即罕遇地震下結構有部分構件進入塑性耗能。

表10 罕遇地震下結構彈性與彈塑性基底剪力值對比

7.2 層間位移角

以T3和大底盤為例,地震作用下結構彈性時程分析的層間位移角如圖22所示。隔震層以上剪力墻結構在X、Y方向的層間位移角最大值分別為1/670和1/656;隔震層以下框架結構大底盤的等效串聯(lián)層間位移角分別為1/282和1/294。

圖22 罕遇地震下典型塔樓(T3)及大底盤的彈性時程層間位移角

地震作用下結構的彈塑性層間位移角曲線如圖23所示。可見,隔震層以上剪力墻結構在X、Y向的層間位移角最大值分別為1/939和1/1 007,基本處于彈性階段,滿足層間位移角小于限值1/120、1/250的抗震性能目標要求;隔震層以下框架結構大底盤X、Y向的等效串聯(lián)層間位移角分別為1/226和1/224,均滿足層間位移角小于限值1/100的抗震性能目標要求。

圖23 罕遇地震下典型塔樓(T3)及大底盤的彈塑性層間位移角

與罕遇地震彈性時程分析的層間位移角相比(圖22),可發(fā)現(xiàn),罕遇地震下隔震層以上塔樓的彈塑性層間位移角減小,隔震層以下大底盤的彈塑性層間位移角增大,結合罕遇地震彈塑性與彈性基底剪力(表10)可知,主要原因是隔震層以下大底盤有部分構件進入塑性耗能所致,設計時應對大底盤的轉換梁、轉換桁架及支撐等關鍵構件加強。

7.3 耗能分析

罕遇地震作用下,結構能量耗散情況如圖24所示。當結構仍處于彈性狀態(tài)時,主要為動能、應變能和阻尼耗能,當出現(xiàn)塑性耗能(應變能)后,表明結構已有部分構件進入塑性狀態(tài)。

圖24 罕遇地震下結構能量耗散示意

結構初始阻尼取5%,塑性耗能等效阻尼比如表11所示?？梢?總塑性耗能等效阻尼比平均值約為7.8%。

表11 結構塑性耗能等效阻尼比

7.4 隔震支座最大拉、壓應力

罕遇地震作用下,隔震支座的最大拉、壓應力驗算采用時程分析法,最大壓應力荷載組合為1.0(恒荷載+0.5活荷載)+1.0地震作用,最大拉應力荷載組合為0.9(恒荷載+0.5活荷載)+1.0地震作用,地震輸入采用三向輸入(地震峰值加速度X向∶Y向∶Z向為1∶0.85∶0.65 或0.85∶1∶0.65)。

地震作用下T3隔震支座的最大壓應力如圖25所示,最大拉應力如圖26所示。由圖可知:1)隔震支座的最大壓應力為19.9MPa,小于限值30MPa;2)隔震支座的最大拉應力為0.5MPa,滿足最大拉應力不得超過限值1MPa的要求。

圖25 地震作用下T3隔震支座壓應力/MPa

圖26 地震作用下T3隔震支座拉應力/MPa

7.5 隔震支座變形

罕遇地震作用下,隔震支座的變形分析采用時程分析法,荷載組合為1.0(恒荷載+0.5活荷載)+1.0地震作用,地震輸入采用三向輸入(地震峰值加速度X向∶Y向∶Z向為1∶0.85∶0.65 或0.85∶1∶0.65)。T3隔震支座豎向變形如圖27所示。由圖可知,T3的隔震支座總最大豎向變形值3.68mm(此數值包括隔震支座及其下方桁架變形,未包含隔震支座剪切變形而引起的豎向位移值),相鄰隔震支座的相對變形最大值為(3.68-2.32)/3 200=1/2 352。

圖27 地震作用下T3隔震支座豎向變形/mm

7.6 構件損傷情況

7.6.1 大底盤

計算結果表明,首層框架柱混凝土受壓損傷均集中于柱根處,這是因為柱根處是大底盤框架結構嵌固部位,彎矩最大;在罕遇地震作用和柱全高截面和配筋不變的情況下,結構和構件損傷將首先在柱根處發(fā)生。鋼骨柱柱根處鋼骨的塑性應變?yōu)?,鋼筋混凝土柱柱根處鋼筋的塑性應變?yōu)?,即均未進入塑性,表明柱根處損傷很小;增加框架柱箍筋肢數、減小箍筋間距,可較好地保證首層框架柱延性,滿足罕遇地震下首層框架柱承載力和變形的要求,進而滿足抗震性能目標的要求。塔樓投影范圍外的框架柱截面較小,部分出現(xiàn)中度損傷。

轉換桁架是關鍵構件,在罕遇地震下,其鋼材塑性應變?yōu)?,并未進入塑性,滿足性能目標的要求,符合預期。

轉換層底板框架梁在塔樓范圍內屬于關鍵構件,采用鋼骨梁;塔樓范圍外屬于耗能構件,采用鋼筋混凝土梁。計算結果表明,鋼骨梁大部分無受壓損傷,極少量框架梁在支座處出現(xiàn)受壓損傷,需加大支座處縱向受壓鋼筋的配筋量,滿足性能目標的要求;在罕遇地震作用下,塔樓范圍外的鋼筋混凝土框架梁支座處出現(xiàn)混凝土受壓損傷和鋼筋塑性應變,形成塑性鉸耗能,符合預期。

轉換層頂板荷載較大,梁截面較大,配筋率高,故在罕遇地震作用下其基本未出現(xiàn)損傷。由于轉換層頂部為景觀覆土,荷載較大,塔樓地震作用主要由轉換層頂板傳遞,樓板出現(xiàn)受壓損傷,但鋼筋未進入塑性,故施工圖設計時對轉換層頂板增加板厚,采用雙層雙向配筋加強。轉換層底板受壓損傷較小,鋼筋也未進入塑性。

7.6.2 隔震層

隔震層轉換梁是關鍵構件,在罕遇地震下,混凝土無受壓損傷,鋼材塑性應變?yōu)?,并未進入塑性,滿足性能目標的要求。

7.6.3 塔樓

上部塔樓剪力墻混凝土基本無受壓損傷,底部加強區(qū)彎矩較大,局部出現(xiàn)混凝土受壓損傷,應加強底部加強區(qū)剪力塔配筋。耗能構件連梁基本沒有出現(xiàn)混凝土受壓損傷,少數出現(xiàn)比較嚴重損傷。罕遇地震作用下,上部塔樓彈塑性層間位移角最大值約1/850,結構基本處于彈性階段,與損傷結果一致,符合預期。

綜上,本結構在罕遇地震作用下的抗震性能滿足設計要求。

8 結論

(1)本項目首層、2層大底盤為尺寸126m×298m的混凝土框架結構,蓋上部分為12棟高層裝配整體式剪力墻結構的住宅,在大底盤與蓋上結構之間設計隔震層,實現(xiàn)了不同結構形式的協(xié)調轉換,大幅減小了上部結構的地震作用,滿足了結構安全性、經濟性的要求。

(2)隔震支座的選型和布置滿足了隔震層偏心率的要求,計算結果表明,隔震支座的長期面壓、重力荷載代表值下的豎向變形及罕遇地震下的水平剪力(位移)、最大拉壓力、豎向變形等,水平向減震系數等指標均滿足隔震目標。

(3)隔震層以下大底盤的嵌固剛度比是超限審查時關注的重點,可采取增大塔樓首層層高、加強大底盤框架柱截面,以滿足嵌固剛度比要求。

(4)隔震層以上剪力墻結構的塔樓和隔震層以下框架結構的大底盤在多遇地震、設防地震和罕遇地震下的層間位移角均能滿足規(guī)范要求。大底盤各構件性能目標滿足要求,上部塔樓剪力墻在罕遇地震下基本處于彈性階段。