中烈度高风压地区基础隔震高层建筑响应分析

2018-04-11张建国庄佳坤廖才振

厦门大学学报（自然科学版） 2018年2期

张建国,庄佳坤,廖才振

(厦门大学建筑与土木工程学院,福建厦门 361005)

历次地震震害表明,隔震建筑具有良好的减震效果．在高烈度地区的震后重建中,多层基础隔震结构得到了广泛的应用．但对于高层建筑,由于结构趋于柔性,上部结构的减震系数值较大,同时还存在着结构倾覆稳定的问题，因此,基础隔震技术在高层建筑结构上的研究和实际应用均较少．

在中烈度地震设防地区,基础隔震高层建筑的减震效果将进一步削弱．如果该地区的基本风压较高,风荷载则可能使隔震支座产生较大的拉应力．因此，中烈度高风压地区是否可以建造基础隔震高层建筑,其减震效果如何,均是值得深入研究的问题．

近年来,一些学者对基础隔震高层建筑的减震效果与可行性进行了研究[1-2],日本在2005年建成了高达177.4 m的世界最高的基础隔震高层建筑[3],我国成都凯德风尚项目由高度为57.95 m的多栋基础隔震高层建筑组成[4-5]．理论和实践表明,经过合理设计和精确的计算分析,建造安全可靠的基础隔震高层建筑是可行的,且能达到良好的减震效果．

本文中以一栋位于中烈度高风压地区、处于设计阶段的钢筋混凝土高层建筑为研究对象,根据现行《建筑结构抗震规范GB 50011—2010》[6]的条文要求,对其进行了上部结构以及隔震支座的地震和风致响应仿真分析．结果表明,在达到不同设防水准的地震和不同重现期风荷载的作用下,该隔震建筑的上部结构位移、加速度以及隔震支座受力等响应均满足要求,能保证结构的安全性．

1　隔震高层建筑结构概况

本文中研究对象的上部结构为钢筋混凝土框架-剪力墙结构,高20层(66 m),Ⅱ类场地,所在城市的设防烈度为7度(0.15 g)．50年一遇基本风压为0.80 kPa,10年一遇基本风压为0.50 kPa,B类地貌．隔震层高度为1.5 m,每个柱子下面均布置隔震支座．上部结构的标准层平面和隔震支座布置如图1所示．为后文叙述方便,图中定义了坐标X、Y方向．

LRB表示铅芯橡胶支座,LNR表示普通橡胶支座,其后的数值代表圆形隔震支座的直径；K1～K30均为橡胶隔震支座的编号．图1　上部结构平面图和隔震支座布置Fig.1 Floor plan of superstructure and arrangement of isolators

布置的隔震支座满足压应力限值的要求．相比于非隔震结构,隔震结构的梁、柱和剪力墙截面尺寸均有相应的减少,这里不一一列出．

2　基础隔震高层建筑结构的地震响应分析

2.1　地震波选取

选取Ⅱ类场地中国唐山市东西方向和南北方向的两条实际地震波和一条人工波作为基础隔震高层建筑多遇和罕遇地震响应分析的输入．由结构平面图可以看出，Y方向抵抗地震的侧移刚度要小于X方向的侧移刚度.因此，根据文献[6]的要求,本文中在确定三维地震的组合输入时，以Y向地震为主，按照水平Y向∶水平X向∶竖直Z向=1∶0.85∶0.65的比例进行组合．

2.2　多遇地震响应

2.2.1层间剪力比的最大值

文献[6]中定义减震系数为多遇地震下隔震与非隔震结构各层层间剪力比的最大值,对2种结构模型分别输入3种地震波,进行三维地震作用下的时程分析,取3种地震波作用下的层间剪力比最大值的平均值,结果如表1所示．需要说明的是,这里的地震波是以Y向为主的．

由表1可以看出,在以Y向地震为主的地震波输入下,Y向和X向的减震系数均小于0.4,达到了良好的减震效果．故根据文献[6]的定义，该结构的减震系数小于0.4.以X向地震为主时,隔震结构的减震系数与之类似,这里不再赘述．

表1　减震系数(多遇地震)

2.2.2位移反应

在多遇地震作用下,得到了非隔震建筑与隔震建筑各层位移的最大值如图2所示,为避免重复,这里仅给出了东西方向唐山波(Y向地震为主)作用下,2种建筑各层位移随高度的变化情况．可以看出,非隔震建筑的位移沿高度类似线性变化,符合框架-剪力墙结构的变化规律，X向和Y向的层间位移分别约为1/1 800和1/1 500，满足规范要求，层间位移值较大.隔震建筑的位移主要发生在隔震层,上部结构的层间位移，分别为1/2 200和1/2 000，较非隔震建筑小一些,也满足结构设计的要求．

图2　东西方向唐山波作用下的结构位移响应最大值(多遇地震)Fig.2 The maximum value of story displacement under Tangshan wave (N-W) (frequent earthquake)

2.2.3加速度反应

在以Y向地震为主的3条地震波作用下,2种建筑的顶部加速度响应峰值如表2所示.可以看出,基础隔震高层建筑结构的顶部加速度响应峰值仅为非隔震高层建筑的25%～40%,减震效果明显．

2.3　罕遇地震响应

2.3.1隔震支座变形

表2　顶部加速度响应峰值(多遇地震)

Tab.2　The peak value of top accelerations (frequent earthquake)

地震波顶部加速度(X向)/(mm·s-2)非隔震基础隔震比值/%顶部加速度(Y向)/(mm·s-2)非隔震基础隔震比值/%人工波1051.60378.99351525.41528.9235东西向唐山波1104.89309.54381505.01411.3527南北向唐山波1082.23339.96311540.4430.7128

为确保橡胶隔震支座的安全性,需要计算罕遇地震作用下隔震层总体的位移变形．通过地震作用时程分析,可得到X、Y两个方向隔震层的位移时程曲线,将各时刻两个方向的位移值取矢量和,得到隔震层总的变形值.以Y向地震为主的3个地震波作用下位移反应的最大变形值与允许变形值进行比较,其结果如表3所示.可以看出,在设防烈度为7度(0.15 g)罕遇地震作用下,隔震支座的最大变形值并没有超出现行规范的限值,隔震支座的变形是安全的．

表4　倾覆与抗倾覆力矩(罕遇地震)

Tab.4　Overturning moment and anti-overturning moment (strong earthquake)

地震类型最大倾覆力矩/(kN·m)抗倾覆力矩/(kN·m)抗倾覆与最大倾覆力矩比值X向Y向X向Y向X向Y向人工波34973147645212734348522963.641.79东西向唐山波38659844028412734348522963.291.94南北向唐山波39279548598612734348522963.241.75平均值3763754675743.381.82

表3　隔震层最大变形值(罕遇地震)

注：地震波位移反应的平均值约为169.

2.3.2隔震支座抗拔性能

除了对隔震层的总体位移进行限制外,还需验算罕遇地震作用下各隔震支座的抗拔性能．这意味着,在进行地震反应时程分析时,各隔震支座不产生拉应力或者拉应力尽可能小．本文中进行了以Y向地震为主的3种地震波作用下隔震结构的时程分析,并取平均值．结果表明,处于边缘处的K15和K16支座的压应力最小,接近于0,但所有的隔震支座没有出现拉应力,隔震支座的抗拔性满足要求．

2.3.3结构抗倾覆性能

基础隔震高层建筑在罕遇地震作用下,必须保证上部结构整体不产生倾覆．结构在X、Y方向上的抗倾覆力矩由重力荷载代表值提供,地震作用在结构上的最大倾覆力矩需小于抗倾覆力矩．输入以Y向为主的3种地震波进行隔震结构的时程分析,其最大倾覆力矩如表4所示．可以看出,抗倾覆力矩与最大倾覆力矩的比值均大于1.2,结构的总体抗倾覆性能是满足抗震要求的．

表4中Y方向的抗倾覆力矩与最大倾覆力矩的比值明显小于X方向,其原因为:1)Y方向的长度较X方向小,因此抗倾覆力矩的力臂小;2) 这里输入的地震波是以Y向为主的三维地震波,Y向的地震作用要大于X方向,因此最大倾覆力矩随之也大一些．

3　基础隔震高层建筑结构的风致响应分析

3.1　脉动风模拟

与前文三维地震响应分析类似,本文中在进行隔震高层建筑结构风致响应分析时,也需同时输入空间风荷载,即同时输入顺、横风向的风荷载．本研究对象的上部结构断面为典型的规则形状,扭转风荷载较小,这里不进行扭转风荷载的数值模拟和输入．

3.1.1顺风向脉动风荷载数值模拟

规则矩形结构顺风向的风荷载满足准定常假设,即作用在结构各层的风荷载可由风速按准定常假设直接求得．本文中根据顺风向Davenport功率谱和Davenport竖向相干函数[7],采用谐波合成法,模拟了顺风向各层高度处的脉动风速时程曲线．这里选取的顺风向的体型系数为1.3,且以Y方向为顺风向．图3为第6层和顶层高度处风速、脉动风荷载以及总风荷载的时程曲线．可以看出各层的脉动风速时程和脉动风荷载时程具有类似的特性，均为零均值的平稳过程.各层的总风荷载为脉动荷载和平均荷载之和，如图3(e)和(f)所示.需要说明的是顶层高度处的受风面积仅为第6层的一半,因此顶层高度处的总风荷载要小于第6层的风荷载.其余各层高度处的曲线类似．

图3　顺风向风速和风荷载的数值模拟结果Fig.3 Time story curve of wind velocity and along-wind load

3.1.2横风向脉动风荷载数值模拟

与顺风向不同,建筑结构横风向的脉动风荷载主要由旋涡脱落贡献,不满足准定常假设[8]．在模拟横风向的风荷载时程曲线时,可直接根据横风向的荷载功率谱函数和竖向相干函数,运用谐波合成法数值模拟得到．本文中选取了Solari[9]给定的横风向荷载功率谱密度函数和竖向相干函数,直接模拟出了各楼层横风向的风荷载时程曲线．限于篇幅,这里不列出功率谱和竖向相干函数的具体表达式．图4为第6层和顶层的横风向荷载时程曲线以及模拟力谱,可以看出,模拟得到的横风向各层风荷载功率谱的折减频率均约在0.1附近,与目标谱吻合良好．

将模拟得到的顺风向和横风向的各层风荷载时程同时作用到各层的中心处,运用逐步积分法可求得设计者所关心的响应结果,可用于结构设计和内力位移校核．

3.2　风致响应

3.2.1隔震支座抗拔性与结构抗倾覆性能

由于Y向的长度较小且受力面积大,因此以Y向为顺风向,X向为横风向进行风荷载的施加,这样得到的响应结果是最不利的．通过时程分析计算可得,在建筑所在地50年一遇的风荷载作用下,隔震支座没有产生拉应力,处于边角处的K1支座的压应力最小,为1.8 MPa．由此可见,在双向风荷载作用下,隔震支座不会产生拉应力．

与罕遇地震作用下验算结构的倾覆性能一样,同样需要求得结构的抗倾覆力矩与最大倾覆力矩之比,据此判断结构的抗倾覆性能．表5为结构的抗倾覆力矩与风荷载作用下的最大倾覆力矩．由此可以看出,抗倾覆力矩与最大倾覆力矩的比值较罕遇地震作用时更大,说明强风作用时,结构的抗倾覆性能是安全的．

图4　横风向风荷载的数值模拟结果Fig.4 Numerical simulation results of across-wind load

3.2.2抗风装置布置

表5　倾覆与抗倾覆力矩(强风)

Tab.5　Overturning moment and anti-overturning moment (strong wind)

风向最大倾覆力矩/(kN·m)抗倾覆力矩/(kN·m)抗倾覆与最大倾覆力矩比值顺风向(Y向)1900138522964.49横风向(X向)18926412734346.73

同样计算Y向为顺风向时橡胶隔震支座的位移,用来判断该高层建筑是否需要设置抗风装置．经过时程分析计算,在50年一遇的风荷载作用下,基础隔震高层建筑结构隔震支座的总变形最大值为204 mm,未超过允许值275 mm,因此不用设置抗风装置．

3.2.3上部结构加速度响应

柔性结构对风荷载的作用更为敏感,基础隔震结构的周期较长,在风荷载作用下,上部结构可能产生较大的风致响应．本文中计算了10年一遇和50年一遇的风荷载作用时结构顶部的加速度值,结果如表6所示．

表6　顶部加速度响应峰值(风荷载)

Tab.6　The peak value of top accelerations (wind load)

风荷载类型风向加速度/(mm·s-2)基础隔震非隔震隔震与非隔震加速度比值10年一遇顺风向(Y向)106811.31横风向(X向)107432.4950年一遇顺风向(Y向)2372311.03横风向(X向)3941502.63

由表6可以看出,在10年一遇和50年一遇风荷载作用下,隔震结构的顶部加速度均大于非隔震结构,这表明,基础隔震对风荷载作用下的加速度值有放大的作用,说明隔震层设计对风荷载作用没有减震效果．无论是隔震建筑还是非隔震建筑,本研究对象在10年一遇风荷载作用下,顶部加速度值均小于150 mm/s2,满足规范的要求．将表6与表2中的数值进行对比分析,在50年一遇的风荷载作用下,两类建筑的顶部加速度值小于多遇地震作用时的对应值或与其相差不大．