隔震結構與減震結構與傳統結構抗震設計隔震案例減震案例隔震結構與減震結構的特點及與傳統結構抗震設計的區別隔震結構的案例

10.6隔震結構工程設計實例10.6.1工程概況某中學教學樓，地上5層，每層高度皆為3.6m，總高18m，隔震支座設置于基礎頂部。上部結構為全現澆鋼筋混凝土框架結構，樓蓋為普通梁板體系，基礎采用肋梁式筏板基礎。丙類建筑，設防烈度8度，設計基本加速度0.15g，場地類別Ⅱ類，地震分組第一組，不考慮近場影響。根據現行《中小學建筑設計規范》、《混凝土結構設計規范》、《建筑結構荷載規范》、《建筑抗震設計規范》相關規定對上部結構進行設計，其結構柱網布置如圖10.9所示，各層的重量及側移剛度如表10.3所示。10.6.2初步設計1.是否采用隔震方案(1)不隔震時，該建筑物的基本周期為0.45s，小于1.0s。(2)該建筑物總高度為18m，層數5層，符合《建筑抗震設計規范》的有關規定。(3)建筑場地為Ⅱ類場地，無液化。(4)風荷載和其他非地震作用的水平荷載未超過結構總重力的10%。以上幾條均滿足規范中關于建筑物采用隔震方案的規定。2.確定隔震層的位置 隔震層設在基礎頂部，橡膠隔震支座設置在受力較大的位置，其規格、數量和分布根據豎向承載力、側向剛度和阻尼的要求通過計算確定。隔震層在罕遇地震下應保持穩定，不宜出現不可恢復的變形。隔震層橡膠支座在罕遇地震作用下，不宜出現拉應力。3.隔震層上部重力設計上部總重力為如表10.3所示。10.6.3隔震支座的選型和布置確定目標水平向減震系數為0.50，進行上部結構的設計，并計算出每個支座上的軸向力。根據抗震規范相應要求，丙類建筑隔震支座平均應力限制不應大于15MPa，由此確定每個支座的直徑（隔震裝置平面布置圖如圖10.10所示，即各柱底部分別安置橡膠支座）。圖10.10隔震支座布置圖1.確定軸向力豎向地震作用柱底軸力設計值中柱柱底軸力邊柱柱底軸力2.確定隔震支座類型及數目中柱支座：GZY400型，豎向承載力1884KN，共22個。邊柱支座：GZY400型，豎向承載力1884KN，共22個。其支座型號及參數如表10.4。10.6.4水平向減震系數的計算多遇地震時，采用隔震支座剪切變形為50%的水平剛度和等效粘滯阻尼比。由式(10.2)由式(10.3)

。由式(10.1)

。

由式(10.6)

即水平向減震系數滿足預期效果。10.6.5上部結構計算1.水平地震作用標準值非隔震結構水平地震影響系數

由式(10.8)

計算層間剪力標準值,其結果見表10.5。表10.5上部結構層間剪力標準值層數/kN/kN/kN/kN55600.4529785.652023.40380.45380.4545897.86400.65781.1036095.78414.101195.2026095.78414.101609.3016095.78414.102023.403.上部結構層間位移角表10.6上部結構層間位移角層數/KN側移剛度（KN/mm）層間位移(mm)層高(mm)層間位移角限值5380.455970.6436001/56501/5504781.105971.3136001/275231195.205972.0036001/179921609.305972.7036001/133612023.405973.0036001/1207由表10.6可知，上部結構滿足抗震設計要求。設防烈度8度(0.15g)罕遇地震下。由式(10.12)

3.水平位移驗算（驗算最不利支座）本工程隔震層無偏心，對邊支座。由式(10.11)

驗算支座GZY400故支座變形滿足要求。10.6.7隔震層下部計算各隔震支座的剪力按水平剛度分配。隔震層在罕遇地震作用下的水平剪力計算為,隔震層的總剛度為53504KN/m。每個GZY400隔震支座受到水平剪力為218.22KN。3．時程分析結果采用時程分析程序進行結構在多遇地震下結構隔震與非隔震的時程分析，以及在罕遇地震下隔震結構的位移反應時程分析。多遇地震下時程分析計算結果如表10.8：表10.8多遇地震時程分析的主要計算結果層間剪力加速度速度位移項目波形非隔震結構隔震結構1層2層3層4層5層隔震層1層2層3層4層5層EL333430362912221912171403.21191.7998.1805.1568.8290.1HA458341733345239712681834.61471.81153.2902.6621.0321.5KO443637202835230613241775.61587.21385.91138.5808.3414.2EL1.211.872.132.412.581.121.101.131.211.271.31HA1.131.721.971.992.421.411.521.571.561.531.50KO1.342.152.462.272.231.311.381.451.531.551.60EL0.060.100.140.180.200.120.130.140.150.160.16HA0.060.120.170.200.220.150.160.190.200.220.23KO0.060.130.170.200.230.140.160.170.180.190.20EL4.929.8513.6917.2319.1323.7826.5229.0831.0232.3032.92HA6.7613.7519.2422.9824.8131.0934.4837.4439.5140.7841.36KO6.5412.7717.1219.8021.3030.0933.6937.2340.0942.1043.15注：加速度時程曲線最大值。由表10.8可知，結構在隔震與非隔震兩種情況下各層最大層間剪力比值為0.345。因本工程水平向減震系數設計為0.5。按本章節表10.2規定，水平向減震系數為0.5時，層間剪力最大比值為0.35。而表10.8中，其值0.345未超過層間剪力比限值，因而認為該隔震結構滿足水平向減震系數要求。隔震后上部結構層間角位移見下表10.10：表10.10隔震后上部結構層間位移角層次波形層間位移(mm)層高(mm)層間角位移限值5EL32.9236001/58071/550HA41.3636001/6207KO43.1536001/34294EL32.3036001/2813HA40.7836001/2835KO42.1036001/17923EL31.0236001/1856HA39.5136001/1740KO40.0936001/12592EL29.0836001/1407HA37.4436001/1217KO37.2336001/10171EL26.5236001/1314HA34.4836001/1062KO33.6936001/1000罕遇地震下隔震結構的層間位移計算結果見表10.11：表10.11罕遇地震下最大水平位移（單位：）輸入波形隔震層1層2層3層4層5層ARTELCENTRO192205217225231234ARTHACHINOHRTKOBE204218230239245248平均190203215223229231注：加速度時程曲線最大值。由表10.11中數據可知隔震層在罕遇地震作用下最大水平位移為，滿足最大位移限值要求。鋼筋混凝土框架結構在罕遇地震作用下層間位移角限值為1/50，而本工程采用隔震結構，彈塑性位移角限值取規定值的1/2，即1/100。由表1.11的計算可知本工程最大位層間移為，位移角為12/3600=1/300，滿足要求。各地震波時程分析得到的層間最大位移圖如下：圖10.12為ARTELCENTRO波時程分析位移最大值。圖10.13為ARTHACHINOHE波時程分析位移最大值。圖10.14為ARTKOBE波時程分析位移最大值。隔震結構在地震作用下隔震層產生較大位移，同時消耗地震能量，極大的減少了輸入上部結構的能量。上部結構的變形很小，基本保持彈性而不發生嚴重的破壞，結構設計合理。減震結構的案例粘滯阻尼器減震結構設計方法及計算實例1粘滯流體阻尼器減震結構優化設計方法1.1設計流程消能減震結構主要是通過設置各種消能減震裝置186以控制結構在不同烈度地震作用下的預期變形，從而達到不同等級的抗震設防目標，其具體設計內容主要包括確定阻尼器參數和數量以及阻尼器的優化安裝位置兩方面內容。我國抗震規范[1]中雖然增加了消能減震的內容，但并沒有給出具體的設計方法。因此，本文以安裝粘滯流體阻尼器的高層結構為研究對象，給出了一種優化設計方法，該方法預先設定消能結構的位移角限值，進而由附加阻尼比求出所需阻尼器的數量及參數，并以層間位移角為優化目標，采用“逐層搜索”的方法確定其安裝位置，最終達到預先設定的層間位移角減震目標，該方法主要針對給定地震波作用下的彈性結構進行，具體設計流程如圖1所示，對于其中的幾個關鍵步驟將在下文中展開討論。式中：S0,max為無附加阻尼單自由度結構底部地震剪力最大值；Sc,max為附加阻尼比ξa后單自由度結構底部地震剪力最大值。單自由度結構ξa-μd曲線和ξa-μf曲線可通過數值方法求解Maxwell模型的平衡及協調方程得到[2]。本文在計算中發現，單自由度結構ξa-μd曲線和ξa-μf曲線主要受結構自振周期T、結構自身阻尼比ξs和地震波類型的影響，與地震波峰值等因素無關。為滿足下文中消能減震結構優化設計的需要，圖2給出了一幢方鋼管混凝土框架高層[3]的等效單自由度結構的ξa-μd曲線和ξa-μf曲線，曲線所對應的參數為：自振周期T=4s，結構自身阻尼比ξs=0.035，地震波為SHW2波，單自由度結構質量取實際結構的總質量。圖中同時給出了該實際結構的計算曲線，其中實際結構的位移減震率μd取層間位移角最大值的減震率。從圖中可以看出，ξa-μd曲線吻合較好，而ξa-μf曲線雖然差別較大，但變化趨勢相同。從圖2(b)可以看出，單自由度結構和實際結構在附加阻尼比ξa大于0.2后，底部地震剪力都不再繼續減小，甚至開始增大，而此時隨著附加阻尼比的繼續增大，圖2(a)中的位移減震率仍在大幅度的減小，說明結構的構件層間剪力也在不斷減小，此時，由層間地震剪力和層間構件剪力所形成的不斷增大的差額則要由不斷增大的阻尼力來填補。由此說明，過多地設置阻尼器，并不能有效地減小地震力，甚至會使地震力增大，從而使繼續增加的阻尼器主要用來抵抗增大的地震力，從而導致不經濟的減震設計方案。因此，在由ξa-μd曲線確定所需的位移減震率的同時，還應參考ξa-μf曲線，以保證所需的附加阻尼比不會導致地震力的增大，由圖2(b)可知，對于此結構當附加阻尼比ξa>0.2時，地震力不再減小，減震效率開始降低。具體設計時，根據場地條件，選定分析所用的地震波，對無阻尼器原型結構進行時程分析，求得最大層間位移角θ0。確定減震結構所需滿足的最大層間位由附加阻尼比確定阻尼器的參數及數量檢驗其它地震波作用下的減震效果逐層搜索法優化設置阻尼器的安裝位置設定減震結構的位移減震率目標并求出所需的附加阻尼比選定計算所用地震波圖1本文建議的消能減震結構設計流程圖187移角限值θd，計算所需的位移減震率μd=(θ0-θd)/θ0，根據前述結構等效單自由度體系的位移減震率-附加阻尼比曲線（μd-ξa曲線）并參考底部地震剪力減震率-附加阻尼比曲線（μf-ξa曲線）確定所需的附加阻尼比ξa。上述過程也可以通過對無阻尼器原結構進行不同阻尼比下的反復試算，以確定達到指定層間位移角時，所需的附加阻尼比ξa。1.3阻尼器參數及數量的確定抗震規范[1]中給出了計算消能部件附加有效阻尼比ξa的公式：式中：Ws為消能結構在預期位移下的總應變能；Wc是所有消能部件在結構預期位移下往復一周所消耗的能量，對于非線性粘滯阻尼器，Wc的計算公式如下所示式中：n為阻尼器的數量；Cj、αj為第j個阻尼器的阻尼系數和速度指數；Δuj為第j個阻尼器兩端的相對水平位移；θj為第j個阻尼器的消能方向與水平面的夾角。阻尼器一般安裝在結構層間位移角較大的樓層，其兩端的相對速度最大值可以根據層間變形最大樓層的層間相對速度以及阻尼器安裝角度θj求得，然后根據阻尼器阻尼力計算公式以及限定的阻尼器阻尼力最大值確定阻尼器的計算參數Cj和αj。這里可以根據需要將阻尼器分成幾組不同的類型，分別設定不同的阻尼力最大值，并計算相應的阻尼器參數。在得到阻尼器參數后，將其帶入式(3)和式(4)就可以確定所需要的阻尼器的數量n。各方案的最終設計結果列于表1，其中阻尼器D3的參數為：阻尼系數300kN/(mm/s)α，速度指數0.15，阻尼器出力控制在500kN左右；D6的參數為：阻尼系數600kN/(mm/s)α，速度指數0.15，阻尼器出力控制在1000kN左右。阻尼器均沿對角斜向布置。2.2小震下阻尼器減震效果分析表2，圖3為7度多遇SHW2波作用下各減震方案的減震效果匯總。從中可以看到，方案1和方案2在設計所用的地震波作用下，結構兩個主方向的層間位移角峰值基本都達到了預先設定的減震目標，而且設計過程中，阻尼器的數量和參數均由本文的設計方法一次確定，在阻尼器的位置優化設計過程中沒有進行任何增減。方案3的層間位移角峰值的減震效果并不理想，其阻尼器配置總數多于方案1，但層間位移角峰值的減震率只有方案1的一半。而對于結構的底層地震剪力，方案1和方案2稍有增大或減小，方案3雖有減小但減小不多。圖4則給出了7度多遇SHW2波作用下，采用不同減震方案的減震結構和無控結構的層間地震剪力包絡曲線的對比。從中可以看出，各方案減震結構的層間地震剪力基本都小于無控結構，但差別不大，說明粘滯阻尼器對結構的剛度基本無影響，從而不會增大結構的地震力。2.3大震下阻尼器減震效果分析由前述分析對比可知，小震下方案2的減震效果最好，因此，本節著重對無控結構和方案2的減震結構進行7度罕遇地震下的彈塑性時程計算，以對比分析阻尼器在大震下的消能減震效果，計算程序采用CANNY[5]，梁、柱構件采用MS模型[2,3]。表4給出了7度罕遇SHW2波和Pasadena波作用189下方案2減震結構主要地震反應的減震效果。從中可以看出，罕遇地震作用下，阻尼器的減震效果要比前述多遇地震作用下小得多，主要原因是減震方案2中采用了速度指數很小的非線性阻尼器，其阻尼力在大震下隨著速度的增大并沒有顯著的增長，因此其耗能主要隨位移的一次方增長，而地震輸入能量卻隨著位移的平方急劇增加，因此大震下阻尼器的耗能比例大大下降，其有效附加阻尼比也遠低于小震下的設定值，從而導致其減震效果的降低。圖5給出了7度罕遇SHW2波作用下結構的層間位移角包絡曲線。從中可用看出，阻尼器對于結構層間位移角的減小仍有一定的作用，但由于其水平控制力比例的不足，小震下結構中下部削平的包絡曲線此時又向外凸出。為此，一種解決方法是在前述減震設計中采用線性粘滯阻尼器，以使大震下的減震效果同小震相近，但線性阻尼器出力隨速度線性增長，大震下很容易超出其自身的承受范圍而發生損壞，從而失去作用。而另外一種解決方法是，仍然采用非線性阻尼器，但以中震為目標進行減震優化設計，或直接在罕遇地震波作用下進行減震設計，從而控制大震下的減震效果達到預定目標，其具體方法仍可按照本文建議的優化設計方法進行。3結論提出了一種實用的減震結構優化設計方法，并可以通過目前常用結構分析程序進行操作，該方法預先設定消能結構的位移角限值，進而由所需的附加阻尼比確定阻尼器的參數及數量，并以層間位移角為優化目標，采用“逐層搜索”的方法確定其安裝位置，最終可以達到預先設定的層間位移角減震目標。運用此方法對一幢方鋼管混凝土框架高層進行了小震下的減震設計，提出了兩種減震設計方案（方案1和方案2），分別對應不同的層間位移角減震目標（20%和30%），并結合前述稍加修改的阻尼器均勻布置方案（方案3）對本文結構進行了計算分析，結果表明，在設計所用地震波作用下，方案1和方案2均達到了預先確定的層間位移角減震目標，效果比均勻布置的方案3提高很多。在此基礎上，對小震及大震下本文結構的消能減震效果進行了較全面的分析研究，得出了一些有參考價值的結論。參考文獻[1]GB50011-2001建筑抗震設計規范[S]．北京：中國建筑工業出版社，2001[2]孟春光．復雜體型方鋼管混凝土框架結構抗震性能和減震研究[D]．同濟大學，2006．[3]呂西林,孟春光,田野.消能減震高層方鋼管混凝土框架結構振動臺試驗研究和彈塑性時程分析[J].地震工程與工程振動,2006,26(4):231-238．[4]SOONGTT,DARGUSHGF.結構工程中的被動消能系統[M]//董平譯.北京:辭學出版社,2005.[5]李康寧,TETSUOKUBO,CARLOSE.VENTURA．建筑物三維分析模型及其用于結構地震反應分析的可靠性[J]．建筑結構，2000，30(6)：14~18．地震是一種突發性的、嚴重危害人類生命和財產安全的自然災害。近年來，全球范圍內發生了多次未預測到的大地震，例如前幾年的汶川、海地地震，破壞力之大，震驚世界。在如此巨大的地震作用之下，作為地震荷載主要載體的建筑結構發生的破壞、倒塌是造成人們生命財產損失的主要原因，因此，建立并推廣更加安全可靠的抗震結構就顯得尤為必要了。1傳統抗震結構傳統抗震結構的基本原理是通過增強結構本身的抗震性能（強度、剛度）來抵御地震作用，即依靠結構本身和承重構件的損壞來儲存、轉換和消耗地震能量[1]。在傳統抗震結構中，通常采取提高結構自身強度和剛度，即加強結構、增大構件截面尺寸、加多配筋，允許結構局部損壞（硬傷）的措施來抵御地震作用，結構抗震能力主要取決于結構的彈塑性變形能力與滯回環耗能能力，而結構本身不具備自我調節的能力，可以說是被動消極的抗震措施。1995年日本發生了震驚世界的阪神地震，當時日本的主流思想就是用所謂“硬抗”的方法來抵抗地震，即靠一味提高結構的強度而非利用結構延性消能思想來抵御地震作用，所設計出的梁柱截面尺寸都非常大，但最終還是發生了大量的房屋脆性倒塌。事實證明，此種只單純依靠提高結構強度的方式很難抵抗地震尤其是大震帶來的破壞，而且，大大加大了經濟投入，可謂得不償失。2常規延性抗震結構我國現有延性抗震思想是通過控制構件間或構件內不同受力形式間承載能力差，即通常所說的“強柱弱梁、強剪弱彎、強連接弱構件、強壓弱拉”概念，防止結構產生不合理的倒塌破壞機構，增強結構的耗能能隔震、消能減震結構與傳統抗震結構的比較分析力，保證結構形成耗能能力較好的破壞機構。該設計方法的關鍵在于初步將控制概念引入到結構抗震設計中，有目的的引導結構的破壞機制和破壞模式，避免不合理的破壞形態。[2]但現有規范只注重依靠調整梁柱等抗彎抗剪比例系數的方式來保持結構的延性消能，而在汶川地震中，發現這樣的措施并不足以能引導結構達到預期的破壞機制和破壞模式，依照常規延性抗震結構設計的建筑在地震中也出現了不同程度的破壞。事實證明，此種抗震結構與傳統抗震結構相比，雖然大大提高了結構的抗震能力，但也存在結構的安全性難以保證、適用性和全面性受到限制、經濟性欠佳以及震后修復難度大等問題。3隔震和消能減震近年來，以結構減震控制技術為主要設計依據的隔震、消能減震結構得到了迅速發展。結構減震控制的概念可以簡要的表述為：通過對結構附加控制技術或裝置，由控制技術或裝置與結構共同承受振動作用，以調節和減輕結構的振動反應，使它在外界干擾下的各項反應值被控制在允許范圍內。3.1隔震結構“隔震”即隔離地震。在建筑物上部結構與基礎之間以及上部建筑層間設置的隔震層能隔離地震能量向上部傳遞，降低上部結構的地震作用，達到預期的防震要求，使建筑物的安全得到可靠保證。隔震系統是在建筑物基礎與上部建筑結構間或上部建筑層間設置隔震裝置（或系統）形成隔震層，把上部結構與基礎隔離開來，同時，上部建筑結構通過層間建筑隔震也可以減小下部結構的振動，利用隔離裝置來隔離或耗散地震能量，以避免或減少地震能量向上部結構傳輸，從而減輕建筑物的地震反應，實現地震時隔震層以上主體結構只發生微小的相對運動和變形，使建筑物在地震作用下不損壞或倒塌。3.2消能減震結構消能減震結構是把建筑物的某些非承重構件（如支撐、剪力墻等）設計成“消能”構件，或在建筑物的某些部位（節點、連接縫或連接件）裝設阻尼器，以及在樓層空間、相鄰建筑間、主附結構間設置消能裝置。在輕微地震作用時，這些消能構件或消能裝置處于剛彈性狀態，結構物具有足夠的側向剛度以滿足正常使用的要求；在強烈地震發生時，隨著結構受力和變形的增大，這些消能構件和裝置率先進入非彈性變形狀態，產生較大阻尼，大量消耗輸入結構的地震能量，避免主體結構進入明顯的非彈性狀態并迅速減小結構的地震反應，從而保護主體結構在強地震中免遭損傷。4與傳統抗震結構體系相比,以結構減震控制技術為主要設計依據的隔震、消能減震結構體系的優勢（1）隔震、消能減震結構體系更為安全。傳統抗震結構體系的耗能依賴于主體結構構件的彈塑性滯回耗能,允許結構本身及構件在地震中出現一定程度的損壞，這將導致結構構件的損傷破壞。同時,由于地震烈度的隨機變化性和實際抗震能力計算的誤差,結構的破壞位置和損壞程度難以控制，特別是出現超強地震時，結構難以確保安全。與此相比，由于隔震裝置的水平剛度遠遠小于上部結構的層間水平剛度，所以，上部結構在地震中的水平變形從傳統抗震結構激烈的、由下往上不斷加大的“放大晃動型”變為隔震結構長周期、緩慢的、由下至上比較均衡的“整體平動型”，從有較大的層間變形變為僅有很微小的層間變形，從而保證上部結構在強震中仍處于彈性狀態，提高了整體結構的安全性。同樣的，消能減震結構體系的耗能裝置位置明確,并作為結構體系中耗散地震能量的主體能夠耗散大部分地震輸入能量,減小結構地震反應,從而可避免主體結構構件的損傷破壞。此外，消能構件（或裝置）屬于非承重構件，僅在結構變形中發揮耗能作用，所以不對結構的承載力和安全性構成威脅。根據有關實驗數據，隔震結構能降低水平地震作用50%～70%，消能減震結構的地震反應比傳統抗震結構能夠降低50%左右[3]。（2）隔震、消能減震結構體系更為經濟。傳統抗震結構主要是通過增設剪力墻、加大結構構件截面尺寸或者增加配筋等途徑來提高結