多層基礎隔震結構考慮近場影響的計算方法（建筑）
多層基礎隔震結構考慮近場影響的計算方法（建筑）
陳朝暉1， 王 東2， 吳愛武1， 蘇仕琪3
（1云南省安泰建設工程施工圖設計文件審查中心，昆明650228：2昆明理工大學建筑工程學院，昆明650500；3云南震安減震科技股份有限公司，昆明650500）
[摘要]基礎隔震結構的近斷層脈沖型地震作用與常規(guī)地震作用相比，結構的最大絕對加速度、隔震層的最大位移均有較大增加。通過算例分析，采用時程分析法對近斷層脈沖型地震作用的隔震結構計算時，罕遇地震下的峰值加速度的取值決定了隔震支座的選擇。通過對《建筑抗震設計規(guī)范》（GB 50011-2010）12章及附錄L簡化計算方法的分析，三種罕遇地震峰值加速度取值對應三種隔震支座布置的計算結果，8度區(qū)多層框架結構，建議采用插值法進行罕遇地震下隔震層計算，隔震層以上結構的水平地震影啊系數(shù)最大值，抗規(guī)公式(12.2.5)應乘以近場影響系數(shù)。
[關鍵詞] 近斷層脈沖型地震作用；近場影響系數(shù)；基礎隔震結構；時程分析；峰值加速度；罕遇地震
0 引言
1994年美國Norhridge地震、1995年日本Kobe地震和1999年臺灣集集( Chi-Chi)地震，都造成大量建筑、橋梁結構破壞和人員傷亡，其顯著特點之一是，地震發(fā)生地點距城市市區(qū)很近，這種以斷層滑移為本質的近斷層地震動具有較強方向性，包含有明顯長周期、短持時、高能量的速度和位移脈沖運動以及較大的峰值加速等特征，是城區(qū)地震烈度很高的原因之
一。研究表明，當近斷層脈沖型地震作用于長周期的LRB（鉛芯橡膠隔震支座）基礎隔震結構時，因近斷層地震動瞬間的巨大能量，上部結構最大絕對加速度、隔震層最大水平位移與常規(guī)地震作用相比，均有較大增加，且隔震的有效范圍有一定的減小。我國從2001版到現(xiàn)行的2010版抗震規(guī)范，均明確要求隔震結構計算中需要考慮近斷層地震動影響。
在政府鼓勵下，云南省高烈度地區(qū)基礎隔震結構得到了廣泛運用。由于云南省內(nèi)高烈度地區(qū)較多，地震帶分布較廣，建筑物的選址不可避免地會有距發(fā)震斷裂帶較近的位置，設計中近斷層脈沖型地震作用的影響應不容忽視。但由于實際中近斷層脈沖型地震動的記錄數(shù)量有限，不能滿足直接用于時程分析計算的要求，同時對LRB基礎隔震結構在近斷層脈沖型地震動下的動力響應缺乏較為系統(tǒng)的參數(shù)研究，現(xiàn)行規(guī)范中也未提供明確的計算方法，在實際工程設計中存在難點。
表1為《建筑抗震設計規(guī)范》( GB 50011-2010)（簡稱抗規(guī)）第12.2.2條中提供的隔震結構簡化及時程分析，表2為計算方法及計算公式的對比。
從表2可知，當
時，則結構安全。“罕遇地震下當時程分析計算的近斷層地震效應與常規(guī)地震效應的比值等于近場影響系數(shù)，則可以認為結構已經(jīng)達到了規(guī)范要求的安全度，而時程分析峰值加速度的取值決定了
。所以峰值加速度取值的方法確定了是否達到規(guī)范要求的安全度。
本文以抗震設防烈度為8度(0. 20g)某小學近斷層震作用的計算為例，通過計算分析，得到時程分析峰值加速度的取值方法，使其計算結果符合表2的關系，從而即滿足規(guī)范要求的安全度，又經(jīng)濟合理。
1 計算實例
1.1工程概況
某小學抗震設防類別為重點設防，設防烈度為8度(0. 20g)，設計地震分組第三組，水平地震影響系數(shù)最大值a max為0. 16，地場地類別為Ⅱ類，多遇地震及設防地震的特征周期為0. 45s，罕遇地震特征周期為0. 50s，距發(fā)震斷裂僅4km，近場影響系數(shù)
取為1.5。建筑層數(shù)為五層（不含隔震層及出屋面樓梯間），為現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結構，軸線距離長為50. 1m，寬為9.9m，隔震層層高為2.4m，一~五層層高均為3.6m，出屋面樓梯間層高為3. 0m，結構高度為21m，框架柱截面尺寸為550×600、500×550、500×500、450×450，隔震層框架梁截面尺寸為300×700、250×700、250×650、250×600，標準層框架梁截面尺寸為300×650、 250×650、250×600，混凝土強度等級均為C30。
1.2兩種軟件的模型對比
采用SATWE軟件對隔震層以上結構進行多遇地震作用下的振型分解反應譜法分析，采用ETABS軟件進行設防地震、罕遇地震下隔震結構的時程分析。為保證計算模型的準確性，對SATWE、ETABS軟件的非隔震結構在設防地震下振型分解反應譜法的結構反應進行了對比分析。兩種軟件計算所得的質量、周期、各層剪力差異均較小，結果分析表明模型是可靠的，能作為計算的依據(jù)。
1.3隔震支座的布置
隔震支座性能參數(shù)見表3、表4，布置見圖1，支座型號見表5，均為S-A類疊層橡膠隔震支座。隔震支座的布置在兩個主軸方向，隔震層剛心與隔震層以上結構的質心的偏心率均小于3%，在重力荷載代表值的豎向壓應力均滿足規(guī)范12MPa的要求。風荷載和其他非地震作用下的水平荷載標準值產(chǎn)生的總水平力均滿足抗規(guī)第12.1.3條不宜超過結構總重力的1 0%的要求。隔震支座水平位移限值按抗規(guī)第12.2.6條計算確定。
1.4時程分析中峰值加速度的取值
根據(jù)抗規(guī)第12.2.4~12.2.6、12.2.9條，隔震結構的時程分析法分兩個階段進行計算：
第一階段：設防地震下多層建筑按彈性計算所得的隔震與非隔震各層層間剪力的最大比值，確定結構的水平向減震系數(shù)，確定隔震層以上結構的水平地震作用，進行上部結構的設計。
第二階段：罕遇地震下計算隔震支座的水平和豎向地震同時作用下的拉應力（不應大于1MPa），計算隔震支座對應水平地震剪力的水平位移（橡膠隔震支座水平位移不應超過該支座有效直徑的0. 55倍及各支座內(nèi)部橡膠總厚度3.0倍二者的較小值）；進行隔震層支墩、支柱及相連構件的承載力驗算。
對應的時程分析地震波的峰值加速度有設防地震及罕遇地震兩組。抗規(guī)第12.2.2條要求“輸入地震波應考慮近場影響系數(shù)”，但規(guī)范未明確此處的地震波是指設防地震還是罕遇地震，還是兩者均是。規(guī)范中多遇地震的峰值加速度（即地震加速度最大值）大約為設防地震的0. 36倍，兩者基本為等比關系；罕遇地震的峰值加速度為設防地震的1. 55~2.5倍，兩者并非等比關系，見表6，時程所用峰值加速度及罕遇地震與設防地震關系見圖2。
文中常規(guī)地震作用下設防地震、罕遇地震的峰值加速度按表6取值（同抗規(guī)表4.1.2-2）�？紤]近場影響時，設防地震時程分析峰值加速度取為200
=300cm／s2；罕遇地震下按兩種方法取值，第一種為400=600cm／s2，由表6可知其值已接近9度設防標準；第二種設防地震的峰值加速度放大1.5倍后為300cm/ s2，根據(jù)表6可知，其值恰好為設防烈度8度(0. 30g)設防地震的峰值加速度值，故采用8度(0. 30g)對應罕遇地震的峰值加速度值510cm／s2，此方法滿足了規(guī)范中罕遇地震與設防地震線性關系，見圖2。
1.5時程分析曲線
多遇地震下根據(jù)不同的特征周期，分別選取了圖3所示的兩組時程曲線，每組各7條，其中2條( REN1、REN2)為人工模擬的加速度時程曲線，其余5條為實際地震記錄加速度時程曲線。兩組曲線均滿足抗規(guī)對時程曲線的相關要求，如特征周期、加速度最大值（即峰值加速度）、有較持續(xù)時間及統(tǒng)計意義相符等。隔震前后結構的基本周期見表7。
1.6常規(guī)地震不考慮近場影響的時程分析
(1)設防地震峰值加速度取為200cm／s2，隔震支座布置同支座(a)，非隔震與隔震層間剪力及剪力比見表8。
由表8分析得到，隔震層以上結構隔震前后層間剪力比值平均值的最大值為0. 303，根據(jù)抗規(guī)第12.2.5條水平向減震系數(shù)為0.303，隔震層以上結構采用振型分解反應譜法計算的水平地震影響系數(shù)最大值a max1=0.303×0.160/0. 850=0.057.
(2)罕遇地震峰值加速度取為400cm/ s2，隔震支座布置同支座(a)，隔震層水平地震剪力及支座最大水平位移見表9。
由表9可知，罕遇地震下隔震層最大水平位移192mm，滿足表3、表4要求。
支座(a)的隔震支座布置即為按常規(guī)地震作用設計的結果。
1.7近斷層地震考慮近場影響的時程分析
(1)設防地震峰值加速度取為300cm/s2，隔震支座布置同支座(a)，非隔震與隔震層間剪力及剪力比見表10。
由表10分析可知，隔震支座同不考慮近場影響時的，隔震層以上結構隔震前后層間剪力比值平均值的最大值（即水平向減震系數(shù)）為0. 303，與不考慮近場影響的基本一致，見表8，其規(guī)律符合抗規(guī)附錄L第L．1.1條水平向減震系數(shù)與地震作用的大小無關。
(2)罕遇地震峰值加速度取為600cm/s2，隔震支座布置同支座(a)，隔震層水平地震剪力及支座最大水平位移見表11。
由表11可知，隔震支座同不考慮近場影響時的，罕遇地震下隔震層最大水平位移337mm，不滿足表4要求，且各隔震支座的水平位移均超規(guī)范限值，隔震支座布置需全部重新設計。且隔震層水平地震剪力及隔震支座最大水平位移與常規(guī)地震的比值A。7均大于1.5，即超過了附錄L第L 1.3條要求，特別是水平位移達到近場系數(shù)(A。)的1.17倍。
重新調(diào)整隔震支座布置見表5中支座(b)。經(jīng)計算隔震層最大水平位移為263 mm，滿足表4要求，第一周期、水平向減震系數(shù)及水平地震影響系數(shù)最大值見表12，隔震層X向水平剪力、隔震支座最大水平位移見圖4、圖5。
(3)罕遇地震峰值加速度取為510cm/s2，隔震支座布置同支座(a)，隔震層水平地震剪力及支座最大水平位移見表13。
由表13可知，隔震支座同常規(guī)地震時，罕遇地震下隔震層最大水平位移271mm，僅LRB400型支座不滿足表4要求，但隔震支座布置仍需重新設計。其隔震層水平地震剪力及隔震支座最大水平位移與常規(guī)地震的比值均小于1.5，即小于抗規(guī)附錄L放大1.5（即
倍）倍的要求。
重新調(diào)整隔震支座布置見表5中支座(c)。經(jīng)計算隔震層最大水平位移為261mm，滿足表4要求，第一周期、水平向減震系藪及水平地震影響系數(shù)最大值見表12，隔震層x向水平剪力、隔震支座最大水平位移見圖4、圖5。
(4)罕遇地震隔震支座在水平和豎向地震同時作用下，各工況均有部分支座受拉，其拉應力均滿足規(guī)范不應大于1MPa的要求。
2 計算結果分析
圖4、圖5得到水平剪力及最大水平位移與時程采用的峰值加速基本成線性關系。根據(jù)表12可知，由于需要滿足的峰值加速度增大了，隔震支座直徑相應加大了，則隔震后的基本周期變短了，其隔震的效果也略有減小。參照云南震安減震科技股份有限公司的報價，支座(b)、支座(c)隔震支座的費用較支座(a)分別增加31.4%及12.1%。由于罕遇地震的峰值加速度決定了隔震支座的造價，若采用規(guī)范值乘以近場影響系數(shù)，其值偏離了抗規(guī)中設防地震與罕遇地震的相關性（圖2），計算結果也超出了抗規(guī)附錄L的要求（表11），造價較常規(guī)地震作用增加較多，故建議按表14取值。
近斷層地震作用下隔震層以上結構的最大絕對加速度較常規(guī)地震下有較大增加。
隔震層的輸入地震加速度增大，上部地震反應完全不變也不符合實際，見表15，所以應對抗規(guī)公式(12.2．5)進行修正，應乘以近場影響系數(shù)，
3 結論及建議
(1)基礎隔震結構設計中應根據(jù)項目場地與發(fā)震斷裂的距離，確定近場影響系數(shù)值。
(2)選取時程分析地震波時，應根據(jù)抗規(guī)設防地震、罕遇地震的不同要求，按對應的場地特征周期選取兩組地震曲線，部分設計人員僅采用一組時程曲線進行計算，不滿足規(guī)范要求。
(3)8度(0.20g)及低于8度地區(qū)近斷層地震的多層框架隔震結構的隔震計算，建議如下：
第一階段：設防地震時程分析，地震波的加速度最大值按表4取值再乘以近場影響系數(shù)。通過計算確定隔震結構的水平向減震系數(shù)，確定上部結構計算的水平地震影響系數(shù)最大值
，實際采用的數(shù)值建議為
。
第二階段：罕遇地震時程分析，分為兩步計算：
第一步，地震波峰值加速度按表4取值計算隔震層水平地震剪力及隔震支座最大水平位移。
第二步，地震波峰值加速度先按表14取值，計算出隔震層的水平地震剪力及隔震支座最大水平位移，與第一步的結果進行比較，若比值接近近場影響系數(shù)（相差不大于10%），則按第一步的結果乘以近場影響系數(shù)，確定隔震層的罕遇地震水平剪力及水平位移，并復核滿足支座水平位移限值。若比值相差較大，按前兩次的計算結果，參照圖4、圖5按插值法對地震波峰值加速度進行調(diào)整（取隔震層的水平地震剪力及隔震支座最大水平位移對應的峰值加速度兩者較大值），重新進行罕遇地震下的計算。按最終確定的罕遇峰值加速度計算滿足規(guī)范要求的拉應力及最大水平位移，并提供內(nèi)力進行隔震層支墩、支柱及相連構件的設計。
(4)8度(0. 30g)近場影響系數(shù)為1.5的及9度(0. 40g)區(qū)近斷層地震，其設防地震的峰值加速度值已超過抗規(guī)表4.1. 2-2的最大值，其對應的罕遇地震峰值加速度取值已無可靠依據(jù)，所以本文的建議是否適用，應專門研究。
