關于建筑結構抗震設計的幾點思考

0結構抗震設計的重要性中國是世界上最嚴重的地震之一。半個世紀以來,我國的結構抗震設計方法隨地震學、動力學、結構分析和結構試驗等的進步而從無到有,在強震觀察、震害調查、學習和借鑒其它國家先進經驗的過程中不斷成熟。如何從我國的地震環境和社會發展的實際情況出發,不斷提高建筑結構抗震設計的水平,使之更安全可靠、更合理經濟,是結構抗震工作者的重要任務。筆者長期從事建筑結構的設計工作,在學習和從事結構抗震設計的實踐中有一些思考和心得,現結合自己的工程經驗,對我國建筑結構抗震設計的若干原則性問題提出一些粗淺的看法,期望引起討論。1考慮結構體系內的地震作用強烈地震尤其是大震級地震是破壞性很大但發生幾率很小的小概率事件。我國是地震多發國家,大部分地區都受到破壞性地震的威脅。新中國成立以來,發生過1976年7.8級的唐山大地震和2008年8級的汶川大地震,造成了人民生命和財產的極大損失。同時,也應當看到,大多數抗震設防區的建筑物在其整個服役期間并未遭受較大地震的襲擊。半個世紀以來,地震學有了長足的發展,然而人們對地震動機理的認識不能不說還十分膚淺。當我們在談論地震的宏觀機制——板塊學說和局部機制——彈性回跳理論的時候,又發生諸如唐山地震——稱為板內或直下型地震,其機理更為復雜。豎向荷載、風荷載、材料的力學性能等的隨機性可通過大量的實測數據和試驗數據的統計分析獲得,對工程設計來說,已可足夠準確地掌握其統計規律和特征。而地震則完全不同,強震發生次數不多,在同一地區重復發生的機會更少,無從進行工程意義上的有價值的統計分析,由于其難以把握的不確定性,使可靠度設計方法失去最基本的依據。除了地震輸入,結構響應的不確定性也是明顯的,其中最主要的是地基與基礎間的相互作用以及地震過程中結構自身動力特性的變化。當前,將地震視為一隨機過程已為工程界所接受,但將非平穩的隨機過程視為與時間無關的平穩隨機過程,并以最簡單的、一個參數即可表達地震發生的概率分布的泊松模型來描述這個隨機過程,實際上并沒有足夠的、由實際發生的地震統計數據的支持。迄今為止,還沒有較可靠的方法來預估未來一段時間可能發生地震的強度、頻譜特性及持時等對結構反應有決定性影響的要素。從某種程度上說,地震作用實際上是“給定的”,與當前對地震的認識水平相對應所能達到的可靠性相關,還與社會的經濟發展水平相關。當前結構構件抗震承載力表達式除了形式上與結構抗力相似,并不存在抗震設計承載力極限狀態的可靠度,其根本原因就在于地震作用及其效應的難以估計。關于建筑結構工程設計采用可靠度方法的適用性問題,有學者提出質疑并指出:“規范的設計方法與其說是一種科學,還不如說更多的是一種工程技術,更應注意整體的綜合。從這個意義上說,多安全系數設計方法要比可靠度設計方法更合適規范采用”。這個結論用于結構抗震設計更為恰當。近年來,基于性能的設計方法引入抗震設計,中震作用甚至大震作用的分析更頻繁地見諸初步設計文件和超限設計可行性報告,實際上已連可靠度方法的外殼也拋棄了。去除可靠度設計方法的外殼,改用多安全系數設計方法,可令人有“退一步、進二步”、“退一步海闊天空”之感,不必為尷尬的γRE傷腦筋,許多安全度的調整問題可迎刃而解。2兩種結構構件的性能對比我國GBJ11—1989《建筑抗震設計規范》頒布并沿用至今的“小震不壞,中震可修,大震不倒”的抗震設計原則已經受了歷史的考驗,與當今世界上抗震設計較先進的國家如美國、日本、歐洲等大致相同。所不同的是,他們以設防烈度地震即中震的地震動參數進行構件的承載力設計,我國則以多遇烈度地震即小震作為設計依據。前者驗算中震作用下結構構件的安全性,同時也就保證了“小震不壞”;后者輔加各種以小震作用組合及地震作用調整系數進行結構構件的承載力設計,滿足較大安全系數的小震組合的承載力要求,也就保證了“中震可修”,從最終結果看,有安全度的高低,但并無原則性的差別。但是,采用小震地震動參數有如下缺點:(1)借鑒和學習其它國家的抗震設計的經驗和方法是提高我國抗震設計水平的途徑之一。決定結構構件抗震承載力安全度高低的主要因素有:地震作用的大小;結構材料強度的取值;安全系數的大小。雖然其它國家的做法各有特點,但由于地震作用取值存在較大的差別,還是不方便進行橫向比較和彼此間的交流。(2)與美、日、歐洲等國家的抗震設計原則類似,我國也以“中震”作為設防目標,但卻用小震作用進行結構構件承載力設計,并又考慮了各種與抗震等級相關的內力增大系數。地震作用取值小,調整系數多,對應于給定可靠指標的、小至10-4～10-3量級的失效概率不便于設計人員對結構總體及關鍵構件安全度的直觀把握。3結構體系的延性設計地震因其極大的不確定性使得設計人員在結構抗震設計中常需要借助于經驗及工程判斷。然而,一些理論上及實踐中均已經證明了的基本原則應該成為抗震設計方法的基石,R-μ-T關系就是其中之一。R指地震作用折減系數,μ指結構的延性,T指結構的剛度。通俗地說,在滿足一定的剛度需求的前提下,延性好的結構設計地震作用可折減多些,延性差的結構設計地震作用可折減少些,相應地提出不同的延性要求及對應的構造措施。以美國UBC1997為例,以中震作用為設防目標,其折減系數包含了結構的延性及超強等因素,為1/2.5～1/8不等,地震作用折減多的(最多達1/8)需滿足保證結構延性的一系列構造要求,體現了上述的R-μ-T原則。我國的抗震設計規范則不然,不論何種結構體系,也不論設防烈度的高低,折減系數均取為1/2.86。然而,卻又依建筑物的結構型式、高度及所在抗震設防烈度區分別確定抗震等級。這就意味著低烈度區如6、7度區的結構比高烈度區如8、9度區的結構安全度更低;相同設防烈度區中,中、低層的結構比高層、超高層的結構安全度更低。因為高層或超高層建筑受到的風荷載更大,對地震作用而言,結構的超強系數更高;加之抗震等級高,截面構造設計時的內力調整系數更大,柱、剪力墻的軸壓比、配筋率等構造要求更嚴格,其抗震安全度遠較中、低層建筑為大。不幸的是,地震反應譜、功率譜表明,恰恰是中、短周期的中、低層建筑結構的地震反應更大。從實際震害看,也較少有高層、超高層建筑結構在地震中嚴重破壞、倒塌的報道,這當然不是巧合。為適當提高低烈度區結構的抗震安全性,使抗震設計更趨經濟合理,可以調整抗震設計中的地震作用-延性等級組合。原則上,高烈度區結構的地震作用可折減多些,相應地提高其延性要求;低烈度區結構的地震作用可折減少些,相應的構造措施可以適當放松。4結構體系中的最小地震作用建筑結構對剛度的需求出于以下幾方面考慮:①避免強震時非結構構件如玻璃幕墻、內隔墻等因結構過大的變形而破壞;②避免結構過大的變形影響電梯等設備的正常運行;③避免強震時結構過大的側向變形加劇P-Δ效應,惡化結構的受力;④避免在較大風荷載作用下建筑物產生令人不舒服的低頻振動。從一般抗震結構的適宜剛度原則出發,在滿足上述要求的前提下,結構應當做得相對柔一些以減少地震作用反應。倘若由于采用比實際地震時小得多的地震作用作為結構構件設計的依據而沒有把握,需要結構承擔必要的、最低限度的地震作用,這不難理解;與此相反,如果要求加大結構的剛度來增加作用于其上的慣性力也即地震作用,就未免本末倒置了。很容易舉出實際上可能存在的工程實例作為反證。例如,某位于上海地區Ⅳ類場地的超高層建筑,結構各項控制性指標均滿足相關規范的要求且有一定的富余,剪重比即最小地震作用也恰好滿足要求;如果將其置于風荷載相似、抗震設防烈度同樣是7度的廣州地區,雖然場地的工程地質情況遠好于上海地區,為Ⅰ、Ⅱ類場地,但結構卻不滿足最小地震作用要求。于是就有此不合理的情況出現:地質條件較好、結構地震反應較小、位于廣州地區Ⅰ、Ⅱ類場地上的此超高層建筑,盡管結構的其它各項控制性指標均滿足規范要求且富余量更多,卻要再加大梁、柱、核心筒等構件的截面尺寸來增加結構的剛度,加大結構的地震作用反應來滿足最小地震作用要求。不失一般性,按單自由度體系對此鋼筋混凝土超高層建筑做一簡單的討論。假定其周期大于5Tg,則根據規范要求,地震影響系數為:α=[0.20.9-0.02(Τ-5Τg)]αmax≥αmin上海地區Ⅳ類場地,Tg=0.65;廣州地區Ⅱ類場地,Tg=0.35;兩地的設防烈度均為7度,αmax=0.08;又假定αmin=0.016。為滿足基底最小地震作用剪力的要求,位于上海地區的此超高層建筑周期應滿足:Τ≤(0.20.9+0.1Τg-αmin/αmax)×50=(0.235+0.1×0.65-0.016/0.08)×50=5s而位于廣州地區時則應滿足:Τ≤(0.235+0.1×0.35-0.2)×50=3.5s由單自由度體系周期計算公式Τ=2π√Μ/Κ可知,在廣州地區要把周期T=5s的建筑加大剛度至T=3.5s以滿足基底最小地震作用剪力要求并不容易,相當于要求結構剛度為原來的(5/3.5)2=2.04倍。在加大剪力墻、梁、柱斷面尺寸的同時免不了要增加結構的質量,最終的結果可能是廣州地區的此超高層建筑承擔的地震作用剪力比其在上海地區還大。結論應當是明確的:可以令結構承擔必要的、最低限度的地震作用力,可以令Ⅳ類場地上的建筑承擔比Ⅱ類場地更大的最小地震作用剪力而不是相反,卻不應當加大結構的剛度來增加其地震反應。5巨柱-核心筒帶伸臂加強層的巨型框架-核心筒結構是一種抗震、抗風性能優良、適用于超高層建筑的結構型式。其受力特點為:加強層伸臂桁架及與其連接的巨柱、核心筒彎曲剛度極大,近乎滿足平截面假定,側向荷載作用產生的轉角引起巨柱的拉伸和壓縮,由于巨柱間力臂較大,從而提供了巨大的抗傾復力矩,大大減少核心筒承擔的傾復力矩。與此同時,由于巨型框架的側向剛度大致與伸臂加強層的間距成三次方的反比例關系,故其側向剛度很小,核心筒需承擔全部的水平剪力。此外,建筑物的全部重量集中于核心筒及為數不多的幾根巨柱上,巨柱的豎向荷載較大,在大風及強震作用下一般不出現拉力,從而提高了結構的整體抗傾覆穩定性。對巨型框架與普通框架的側向剛度可作一簡單的比較:框架的剪切變形主要由梁、柱的彎曲變形產生,其等效剪切剛度為:S=VΔs=12Η2(1∑EΙc/Ηc+1∑EΙb/lb)式中:V為層剪力;Δs為層剪切變形;H為層高或帶伸臂加強層的間距;Hc為柱的高度(普通框架結構Hc=H(層高),巨型框架結構Hc=H(加強層的間距));Ic、Ib分別為柱、梁的截面慣性矩;bc、hc分別為柱截面的寬、高;lb為梁的跨度;E為彈性模量。不失一般性,假定梁的彎曲剛度無限大,即EIb→∞,則矩形柱框架(包括巨型框架)的等效剪切剛度為:S=VΔs=12∑EΙcΗ3=12E∑bch3c12Η3=E∑bch3cΗ3假定巨型框架共8個巨柱,巨柱截面尺寸4m×4m,伸臂加強層間的間距(也即巨柱高)H=80m(圖1a),如果僅考慮腹板框架4個巨柱的貢獻,則其等效剪切剛度為:S1=VΔs=E∑bch3cΗ3=E×4×44803=E500普通框架共16根柱,柱截面尺寸2m×2m,層高(也即普通柱高)4.5m(圖1b),僅考慮腹板框架10根柱的貢獻,則其等效剪切剛度為:S2=VΔs=E×10×244.53=E1.756在此算例中,巨型框架與普通框架的等效剪切剛度之比為:S1S2=1.756500=1285一般的框架-核心筒結構,由于常規的彈性分析未能反映遭遇強震時核心筒剛度退化的影響,故要求作為二道防線的框架需承擔15%～20%的總地震剪力。顯然,這一要求并不適用于巨型框架-核心筒結構,因為巨型框架的側向剛度遠較普通框架差,不具備承擔此剪力必要的剛度。巨型框架-核心筒結構的二道防線體現在遭遇強震作用時隨著核心筒彎曲剛度的退化,巨型框架將分擔更多的傾復力矩。一般來說,巨柱及伸臂桁架的截面尺寸由結構的剛重比及要求分擔傾覆力矩的比例等剛度需求決定,構件的承載力有較大的富余,滿足中震甚至大震彈性或不屈服要求,有潛力可以承擔更大的傾覆力矩。況且對于高寬比較大的超高層建筑而言,受剪承載力通常有較大的安全儲備,結構安全的決定性因素往往是結構的壓彎承載力。只要令核心筒承擔100%罕遇地震作用下的總剪力,就可以避免結構發生剪切破壞。至于巨型框架,可令其承擔3倍自身計算所得的剪力,必要時以彈塑性分析的結果加以校核。只要控制住核心筒的彈塑性位移角,就可以確保結構的抗震安全性。順便指出,即使是一般的框架-核心筒結構,讓框架承擔小震作用15%～20%的總剪力也過于粗略,可能偏大,也可能偏小。某些側向剛度相對較大的框架,其在小震作用下承擔剪力的比例已經較大,則在強震作用下,由于核心筒剛度退化而使框架承擔可能大于15%～20%的總剪力。而某些結構的核心筒剛度很大,框架的剛度相對較小,則即使在大震作用下,核心筒的剛度退化,當結構的位移角接近其極限彈塑性位移角,框架所能分擔剪力的比例仍然小于10%。更為合理的做法是按框架、核心筒的相對剛度進行分配。計算核心筒剛度退化有多種方法,考慮到地震作用的不確定性,采用計算結果較為穩定的靜力彈塑性分析方法不失為較好的一種選擇。6結構構件抗風設計現行抗震設計規范規定,在進行結構構件的地震作用效應組合時,風荷載起控制作用的建筑應有風荷載效應參與組合。然而,是否參與組合的原則應由二種效應是否可能同時發生或同時發生的幾率決定。建筑物遭遇理論上475年一遇的強震,同時又遭50年或100年一遇的強風襲擊的概率極小,在進行結構構件地震作用效應組合時應可不考慮風荷載效應的組合。況且,結構抗風與抗震設計原則有較大區別。實際上,往往有這樣的情況,建筑物迎風面面積較大方向為風荷載控制,迎風面面積較小方向為地震作用控制;按規范要求,一個方向需組合風荷載效應,另一方向卻無需組合風荷載效應,邏輯上也混亂。結構抗風、抗震的設計原則不同,但建筑物在其服役期間經常遭遇強風的襲擊,也存在遭遇強震襲擊的可能。因此,地震設防區的建筑物既要做好抗風設計又要滿足抗震設防要求。可以考慮對建筑物獨立進行構件的抗震承載力設計,采用多安全系數的設計方法,此時僅考慮豎向荷載和地震作用的組合,按強剪弱彎、強柱弱梁等抗震設計原則完成構件的截面設計,最后再與結構抗風設計結果比較,取其包絡。如構件的承載力需求為風荷載效應控制,則相應地進行相關構件的滿足抗震設計要求的驗算和調整,最終結構可同時滿足抗風與抗震承載力的要求。7鋼筋混凝土受彎結構的層間位移角是衡量結構剛度及變形能力的指標。較之日本、美國等國,我國規范對結構尤其是鋼筋混凝土結構在多遇地震作用下的層間位移角限制要嚴格很多,框架結構為1/550,框-剪結構為1/800,剪力墻結構1/1000,而日本、美國等國規范的層間位移角限值為1/200。導致我國規范對結構層間位移角限制偏嚴格的原因大致如下:首先,我國規范認為小震作用屬正常使用極限狀態,結構應保持“彈性”,故以鋼筋混凝土構件(包括柱、剪力墻)開裂時的層間位移角作為小震作用下結構的彈性位移角限值。眾所周知,鋼筋與混凝土的彈性模量相差約5～10倍,因此,對鋼筋混凝土受彎或大偏壓(拉)構件而言,混凝土開裂時鋼筋的應力還很小。即使是外荷載長期作用的受彎構件,如一般的鋼筋混凝土梁,正常使用狀態下也是帶裂縫工作的,但這并不妨礙用彈性方法計算結構的內力,只要控制住裂縫的寬度,也不影響結構的耐久性。鋼筋混凝土柱和剪力墻正常使用階段主要內力是豎向荷載引起的壓力,在風荷載和可能發生的地震作用下,只要鋼筋不屈服,仍處于彈性階段,即使混凝土開裂,也不會影響結構的安全性和耐久性。并且,在短時間作用的側向力卸載后,可能出現的裂縫也會閉合,這比豎向荷載長期存在的受彎鋼筋混凝土梁更容易滿足耐久性要求。其次,工程實踐表明,結構分析得到的結構自振周期往往較實測為長,也即結構的計算剛度較實際為小,其主要原因是在結構分析時未考慮非承重墻、樓梯以及非結構構件等的影響。計算剛度偏小會導致結構的地震反應偏小,因此,規范要求對計算周期乘以小于1的系數來加以修正,框架結構的周期折減系數為0.6～0.7,框-剪結構為0.7～0.8,剪力墻結構為0.9～1.0。然而,結構分析得到的位移卻沒有相應修正。由單自由度體系的周期計算公式Τ=2π√ΜΚ可知,結構剛度K與周期T的平方成反比例,因此,大致上框架結構的位移計算值約偏大估計10.62~10.72,即約2.04～2.77倍;框-剪結構約偏大10.72~10.82,即約1.56～2.04倍;剪力墻結構約偏大10.92~11.02,即約1.00～1.23倍。最后,通常層間位移角以建筑物的中、上部樓層較大,即使建筑物的高度小于150m,上部樓層的側向位移中也有相當部分是由于下部樓層的轉角所引起的,此部分位移為剛體位移,而剛體位移并不產生結構內力。結構的層間位移角限值過于嚴格造成建筑物尤其是低層及多、高層建筑的剛度需求偏大,其直接后果就是結構的地震反應增大,除造成投資的浪費外,反而對結構抗震不利。8規則結構的定量判別結構工程師總希望所設計的結構規則、對稱、傳力路徑直接、簡單。但由于業主、建筑師對使用功能及建筑平、立面的多樣化要求,不可避免地造成結構復雜和建筑體型的不規則。如何最大限度地滿足業主、建筑師的要求,同時又確保結構的抗震安全性,是結構工程師所要面對的挑戰。考察美國、日本等國關于不規則結構的應對措施,有一定的學習和參考價值。美國著名學者Wilson指出:“當實施三維動力分析時,不必區分規則結構與不規則結構。如果建立了一個精確的三維計算機模型,剛度和質量的垂直與水平的不規則性及已知的偏心率將會引起振型的位移和旋轉分量進行耦合。基于這些耦合振型上的三維動力分析會產生較大的力且產生遠比一般結構更復雜的反應,有可能以規則結構相同的精確度和可靠度對一個非常不規則的結構預測動態力的分布。因此,如果一個不規則的結構設計是基于一個實際的動態力分布,那么在邏輯上就沒有理由認為它將會比使用相同的動態荷載設計的規則結構具有任何更低的抗震能力。資料記載表明,許多不規則的結構在地震期間顯示了較差的性能,這是因為它們的設計通常是基于近似二維靜力分析的。”基于這樣的認識,美國規范如UBC1997應對建筑平面及豎向不規則的措施顯得十分簡單:將建筑平面及豎向不規則的定量判別標準作為能否采用靜力分析方法即基底剪力法的判據,規則結構可以采用靜力分析方法即基底剪力法,不規則結構應當采用三維動力分析方法。日本則規定在第二級設計時,不規則結構的基底剪力應乘以系數Ces=CeCs,其中偏心系數Ce=1.0～