高烈度區(qū)多層RC框架結構隔震設計與分析

齊杰 孫建琴 李文娟 張宇杰 田恩明

（1.深圳市華陽國際工程設計股份有限公司 518048；2.蘭州交通大學 730070；3.甘肅自然能源研究所 蘭州730030；4.內蒙古自治區(qū)交通建設工程質量監(jiān)督局 呼和浩特010051；5.甘肅正元建筑設計有限責任公司 武威733000）

引言

傳統(tǒng)結構的抗震思想是通過增大構件截面、提高結構或構件的承載能力和變形能力等主要措施來改善結構本身的抗震性能。這種設計思想立足于“抗”[1]。這種以生命安全為單一設防基本目標和基于承載能力和變形能力的傳統(tǒng)抗震設計理論設計和建造的建筑已不能滿足人類社會的要求[2]。為彌補和改善傳統(tǒng)抗震結構不足之處，隔震結構正逐漸增多。隔震技術起源于新西蘭，大規(guī)模應用于日本。我國在2008年汶川地震以后開始大力推廣隔震技術。本文對九度區(qū)多層RC框架結構進行基礎隔震設計分析，討論多層隔震結構的抗震性能。

1 工程概況

本工程采用框架結構體系，丙類建筑。抗震設防烈度9度，設計基本地震加速度峰值為0.40g，設計地震分組第三組，Ⅱ類場地，場地特征周期0.45s。地上6層，1層為儲藏室，2～5層均為住宅。建筑總長25.6m，總寬11.1m，高度15.5m，建筑總面積270.94m2，高寬比為1.216。結構標準層平面布置見圖1。

圖1 結構標準層平置（單位：mm）Fig.1 Plan of structural standard floor（unit：mm）

2 結構計算模型

2.1 計算模型建立

采用YJK軟件建立非隔震結構計算模型，將YJK模型導入到SAP2000和ETABS中。采用三種軟件建立隔震結構和非隔震結構計算模型，對上部結構預減一度進行基礎隔震設計。SAP2000和ETABS模型中梁、柱采用Frame單元模擬，樓板采用Slab單元模擬，支座采用Rubber Isolator單元模擬。非隔震結構計算模型見圖2。

圖2 非隔震結構計算模型Fig.2 Calculation model of non-isolated structure

2.2 計算模型準確性驗證

將YJK、SAP2000和ETABS非隔震結構模型計算得到的質量、周期和層間剪力進行對比，以驗證所建模型的正確性。對比結果見表1～表3。

根據表1～表3對比結果，YJK、SAP2000和ETABS軟件計算模型的質量、自振周期、層間剪力差異較小。因此SAP2000和ETABS模型作為本工程隔震計算分析的模型是準確的，可以真實反映結構的基本特性。

表1 非隔震結構質量對比（單位：t）Tab.1 Quality comparison of non-isolated structures （unit：t）

表2 非隔震結構周期對比（單位：s）Tab.2 Periodic comparison of non-isolated structure（unit：s）

表3 非隔震結構層間剪力對比（單位：kN）Tab.3 Interlayer shear comparison of non-isolated structures（unit：kN）

3 地震記錄選取及驗證

3.1 地震記錄選取

根據《建筑抗震設計規(guī)范》（GB 50011-2010）（以下簡稱《抗規(guī)》）[3]第5.1.2 條，選取2條實際強震記錄和1條人工模擬波形。地震記錄時程曲線如圖3所示，地震記錄持續(xù)時間見表4。

圖3 3條地震記錄時程曲線Fig.3 Time history curve of seven seismic record

表4 地震記錄反應譜持續(xù)時間（單位：s）Tab.4 Earthquake record duration schedule（unit：s）

《抗規(guī)》[3]第5.1.2 條條文說明要求：輸入地震加速度時程曲線的有效持續(xù)時間，一般從首次達到該時程曲線最大峰值的10%那一刻算起，到最后一次達到最大峰值的10%為止；無論是實際的強震記錄還是人工模擬波形，有效持續(xù)時間一般為結構基本周期的5～10倍。由表4可知，有效持續(xù)時間為結構基本周期的5倍以上，滿足《抗規(guī)》[3]第5.1.2 條要求。

3.2 地震記錄驗證

選擇的地震記錄應該同時適合非隔震結構和隔震結構。地震記錄計算的結構基底剪力應滿足規(guī)范要求，地震記錄反應譜曲線在非隔震結構和隔震結構基本周期點與規(guī)范反應譜曲線點相差要小。

1.基底剪力

根據《抗規(guī)》[3]第5.1.2 條，每條地震記錄計算的基底剪力均要大于振型分解反應譜法計算結果的65%，三條地震記錄計算的基底剪力平均值要大于振型分解反應譜法計算結果的80%。基底剪力對比結果見表5。

表5 非隔震結構基底剪力（單位：kN）Tab.5 The base shear of non-seismic structure（unit：kN）

由表5可知，基底剪力計算結果滿足規(guī)范要求，三種軟件計算結果基本一致。

2.主要周期點

《抗規(guī)》[3]第5.1.2 條條文說明要求：地震記錄時程曲線的平均地震影響系數曲線應與振型分解反應譜法所采用的地震影響系數曲線在統(tǒng)計意義上相符。三條地震記錄反應譜和規(guī)范反應譜曲線如圖4所示。

圖4 3條地震記錄反應譜與規(guī)范反應譜曲線Fig.4 Three seismic record response spectrum and canonical response spectrum curve

由圖4可知，地震記錄平均反應譜與規(guī)范反應譜接近，結構主要周期點上相差小于20%。

4 隔震支座選型與布置

隔震層設置在基礎，支座布置在柱下（一柱一支座），共設置35個隔震支座（13個疊層橡膠支座GZP和22個鉛芯橡膠支座GZY），鉛芯橡膠支座布置在結構平面四周，天然橡膠支座布置在內部。SAP2000和ETABS軟件中隔震支座采用Rubber Isolator+Gap單元模擬，疊層橡膠支座和鉛芯橡膠支座分別采用線性隔震單元、非線性隔震單元模擬，支座平面布置見圖5，兩種支座本構關系見圖6，支座力學性能及數量見表6。

圖5 隔震支座平面布置Fig.5 Plan layout of isolation bearing

圖6 隔震支座本構關系Fig.6 Isolation bearing constitutive relation

表6 支座力學性能參數Tab.6 Bearing mechanical properties parameters

5 隔震結構的地震響應分析

運用YJK、SAP2000和ETABS軟件采用FNA法（快速非線性分析方法）對隔震結構和非隔震結構進行地震作用下的動力分析，并進行比較。

5.1 隔震結構自振特性

三種軟件隔震結構周期對比見表7。

表7 隔震結構周期對比Tab.7 Periodic comparison of isolated structures

由表7可知，布置隔震支座后，結構前三階周期延長了3倍以上，避開場地卓越周期，避免共振發(fā)生。隔震前后周期計算結果差值均小于5%。隔震結構兩個方向自振周期相差0.18%，未超過30%，滿足《疊層橡膠支座隔震技術規(guī)程》（CECS126：2001）（以下簡稱《疊規(guī)》）[4]第4.1.3 條要求。隔震前結構第一振型為Y向晃動，第二振型為X向晃動，第三振型為扭轉；隔震后第一階為Y向平動，第二振型以X向平動為主，第三振型為扭轉。

5.2 水平向減震系數

根據《抗規(guī)》[3]第12.2.5 條，對于多層建筑水平向減震系數為設防地震時按彈性計算所得隔震與非隔震各層層間剪力比的最大值。三種軟件計算結果基本一致，隔震前后結構層間剪力見圖7。

圖7 隔震前后層間剪力比較Fig.7 Comparison of interlaminar shear forces before and after isolation

表8 隔震前后水平向減震系數Tab.8 The horizontal damping coefficient before and after isolation

由表8可知：水平減震系數最大為0.3316（0.27 ＜0.3316 ＜0.4），隔震后層間剪力大幅降低，層間剪力最小減少66%。根據《抗規(guī)》[3]第12.2.5條，水平地震影響系數最大值αmax1＝βαmax／ψ＝0.3316 ×0.32／0.8 ＝0.133。綜合考慮，隔震以后水平地震影響系數最大值取0.16。隔震后上部結構地震響應可降低一度，滿足預定隔震目標，可進行罕遇地震隔震層驗算。

5.3 隔震層驗算

采用FNA法對隔震結構進行罕遇地震作用下（PGA＝400gal）時程分析，驗算隔震層抗風、隔震支座面壓和位移是否滿足規(guī)范要求。

1.隔震層抗風驗算

根據《抗規(guī)》[3]第12.1.3 條，風荷載下隔震層水平剪力設計值應小于隔震層總屈服力，同時風荷載標準值小于結構總重力的10%。風荷載驗算見表9。

表9 隔震層風荷載驗算（單位：kN）Tab.9 Checking of wind load on isolation layer（unit：kN）

由表9可知，隔震層屈服力＝6×47.8+16×31.5＝790.8kN，大于X向和Y向風荷載設計值，隔震層抗風滿足規(guī)范要求。

2.隔震支座位移

支座水平位移根據《抗規(guī)》[3]第12.2.6 條驗算，計算時采用荷載組合為S＝1.0SD+0.5SL+1.0SEhk。支座位移分布見圖8。

圖8 支座水平位移分布Fig.8 Horizontal displacement distribution of isolated bearing

由圖8可知，三條地震記錄支座位移最大值為173.76mm，均小于規(guī)范允許限值，滿足規(guī)范要求。

3.隔震支座壓應力

平均壓應力采用荷載組合S＝1.0SD+0.5SL，最大壓應力采用荷載組合S＝1.0SD+0.5SL+1.0SEhk+0.5SEvk＝ 1.0SD+0.5SL+1.0SEhk+0.5 × 0.2（SD+0.5SL）。支座平均壓應力和最大壓應力分布情況分別見圖9和圖10。三種軟件計算結果基本一致，結果取3條地震記錄最大值。

圖9 支座平均壓應力分布Fig.9 Average compressive stress distribution of isolated bearing

圖10 支座最大壓應力分布Fig.10 Maximum compressive stress distribution of isolated bearing

由圖9和圖10可知，支座平均壓應力最大值為5.23MPa，支座壓應力最大值為12.09MPa。所有支座平均壓應力均小于15MPa，最大壓應力不超過30MPa，滿足《抗規(guī)》[3]第12.2.3 條要求。

4.隔震支座拉應力

支座拉應力計算選用荷載組合S＝1.0SD+0.5SL+1.0SEhk-0.5SEvk＝ 1.0SD+0.5SL+1.0SEhk-0.5 × 0.2（SD+0.5SL）。支座拉應力分布見圖11。《抗規(guī)》[3]第12.2.4 條規(guī)定：隔震支座在罕遇地震的水平和豎向地震同時作用下，其拉應力不應大于1.0MPa。

由圖11可知，支座最大拉應力為0.63MPa，未超過1MPa，滿足《抗規(guī)》[3]要求。

5.4 上部結構變形

結構彈性和彈塑性層間位移角根據《抗規(guī)》[3]第5.5 條和《疊規(guī)》[4]第4.4.3 條的規(guī)定執(zhí)行，即多遇地震彈性層間位移角限值為1／550，罕遇地震彈塑性層間位移角限值為1／100。層間位移角計算結果取三條地震記錄最大值。多遇和罕遇地震作用三條地震記錄作用下隔震結構層間位移角見表10。

圖11 支座最大拉應力分布Fig.11 Maximum tensile stress distribution of isolated bearing

表10 隔震結構層間位移角Tab.10 Story drifts of isolated structure

由表10可知，多遇和罕遇地震作用下隔震結構層間位移角最大分別為1／1518和1／318，層間位移角滿足規(guī)范要求，變形主要集中在隔震層。

6 結論

本文使用三種有限元軟件（YJK、SAP2000、ETABS）對某高烈度區(qū)多層RC框架結構進行基礎隔震設計和分析，得出以下結論：

1.采用基礎隔震后，結構周期延長了3倍多，前兩階振型呈平動型。設防地震作用下水平向減震系數為0.3316，上部結構可減一度（即八度）設計。

2.隔震后結構所受地震作用大為減小，設防地震作用下層間剪力至少減少66%，隔震后結構水平位移主要集中在隔震層。隔震層所受風荷載最大為115.52kN，支座最大壓應力為12.09MPa，支座最大拉應力為0.63MPa，支座位移最大為173.76mm，多遇和罕遇地震作用下隔震結構的層間位移角最大分別為1／1518和1／318，各項指標均滿足規(guī)范要求。

3.高烈度區(qū)多層RC框架隔震結構具有良好的隔震效果，結構抗震性能能夠得到提高。