隔震结构设计-实例

10.6 隔震结构工程设计实例
10.6.1工程概况
某中学教学楼，地上5层，每层高度皆为3.6m，总高18m，隔震支座设置于基础顶部。

上部结构为全现浇钢筋混凝土框架结构，楼盖为普通梁板体系，基础采用肋梁式筏板基础。

丙类建筑，设防烈度8度，设计基本加速度0.15g，场地类别Ⅱ类，地震分组第一组，不考虑近场影响。

根据现行《中小学建筑设计规范》、《混凝土结构设计规范》、《建筑结构荷载规范》、《建筑抗震设计规范》相关规定对上部结构进行设计，其结构柱网布置如图10.9所示，各层的重量及侧移刚度如表10.3所示。

图10.9 框架平面柱网布置图
1.是否采用隔震方案
(1)不隔震时，该建筑物的基本周期为0.45s，小于1.0s。

(2)该建筑物总高度为18m，层数5层，符合《建筑抗震设计规范》的有关规定。

(3)建筑场地为Ⅱ类场地，无液化。

(4)风荷载和其他非地震作用的水平荷载未超过结构总重力的10%。

以上几条均满足规范中关于建筑物采用隔震方案的规定。

2.确定隔震层的位置
隔震层设在基础顶部，橡胶隔震支座设置在受力较大的位置，其规格、数量和分布根据竖向承载力、侧向刚度和阻尼的要求通过计算确定。

隔震层在罕遇地震下应保持稳定，不宜出现不可恢复的变形。

隔震层橡胶支座在罕遇地震作用下，不宜出现拉应力。

3.隔震层上部重力设计
上部总重力为如表10.3所示。

10.6.3 隔震支座的选型和布置
确定目标水平向减震系数为0.50，进行上部结构的设计，并计算出每个支座上的轴向力。

根据抗震规范相应要求，丙类建筑隔震支座平均应力限制不应大于15MPa，由此确定每个支座的直径（隔震装置平面布置图如图10.10所示，即各柱底部分别安置橡胶支座）。

图10.10 隔震支座布置图
1.确定轴向力
竖向地震作用 G F v evk α=
柱底轴力设计值 kN N 25.536083.15.0(2.1=⨯+⨯+⨯=竖向地震作用活载）恒载 中柱柱底轴力 kN N 39.1546=中 边柱柱底轴力 kN N 02.1134=边 2.确定隔震支座类型及数目
中柱支座：GZY400型，竖向承载力1884KN ，共22个。

边柱支座：GZY400型，竖向承载力1884KN ，共22个。

其支座型号及参数如表10.4。

10.6.4 水平向减震系数ϕ的计算
多遇地震时，采用隔震支座剪切变形为50%的水平刚度和等效粘滞阻尼比。

由式(10.2)
mm kN K K j h /048.9244092.2=⨯==∑
由式(10.3)
292.0048
.92292
.0092.244=⨯⨯=
=
∑h
j
j
eg
K K ξξ。

由式(10.1)
s T S g
K G
T g h 0.24.05527.121=⨯=<==π。

57.07.106.005.012=+-+=eg
eg
ξξη
78.055.005.09.0=+-+=eg
eg
ξξγ
由式(10.6) 5.037.0)/()/(29.0012<==
g g T T T T γηϕ
即水平向减震系数满足预期效果。

10.6.5 上部结构计算 1.水平地震作用标准值
非隔震结构水平地震影响系数216.024.00.145.040.09
.0max 210=⨯⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛=⎪⎪⎭
⎫ ⎝⎛=αηαγ
T
T g
由式(10.8)
kN G F eq ek 4.20238.25317216.037.00=⨯⨯==ϕα 2.隔震层分布的层间剪力标准值 由式(10.9)
ek n
i i
i
i F G
G F ∑==
1
),2,1(n i =
计算层间剪力标准值,其结果见表10.5。

10.6.6 隔震层水平位移验算
罕遇地震时，采用隔震支座剪切变形不小于250%时的剪切刚度和等效粘滞阻尼比。

1.计算隔震层偏心距e
本结构和隔震装置对称布置，偏心距e =0。

2.隔震层质心处的水平位移计算
根据场地条件，特征周期为s T g 4.0=。

由式(10.2)
mm kN K
K j
h /504.5344216.1=⨯==
∑
由式(10.3)
131.0504
.53131
.0216.144=⨯⨯=
=
∑h
j
j eg K K ξ
ξ
由式(10.1)
s g
K G
T h 66.121==π
71.0131
.07.106.0131
.005.017.106.005.012=⨯+-+
=+-+
=eg
eg ξξη
83.0131
.055.0131
.005.09.055.005.09.0=⨯+-+
=+-+
=eg
eg ξξγ
设防烈度8度(0.15g)罕遇地震下20.1max =α。

261.020.171.066.14.0)(83
.0max 21
1=⨯⨯⎪
⎭⎫ ⎝⎛=⎪⎪⎭
⎫ ⎝⎛=αηζαγ
T
T g
eq
由式(10.12)
mm m K G
u h
eq s c 179179.0)(1===
ζαλ
3.水平位移验算（验算最不利支座）
本工程隔震层无偏心，对边支座15.1=i β。

由式(10.11)
mm mm u u c i i 85.20517915.1=⨯==β 验算支座GZY400 []mm u i 220=
mm u mm u i i 220][85.205=<=
故支座变形满足要求。

10.6.7 隔震层下部计算
各隔震支座的剪力按水平刚度分配。

隔震层在罕遇地震作用下的水平剪力计算为kN G V s c 49.9601)(1==ξαλ,隔震层的总刚度为53504KN/m 。

每个GZY400隔震支座受到水平剪力为218.22KN 。

10.6.8 隔震结构时程分析验算 1．分析模型
上部结构
隔震
层
图10.11 隔震结构时程分析模型
2．输入地震波
本工程8度(0.15g)设防，时程分析所用地震加速度时程曲线的最大值取为：
多遇地震1.102
/s m 罕遇地震5.102/s m
输入地震波如表10.7：
表10.7时程分析地震波参数
地震波 相位特性 时间间隔 (s) 时长 (s) 最大加速度 2
/s
m 峰值时刻 (s) ART EL CENTRO EL CENTRO 1940 NS 0.01 82 419.0 2.22 ART HACHINOHE HACHINOHE 1969 EW 0.01 163.84 392.62 17.3 ART KOBE
JMA KOBE 1995 NS
0.01
163.8
394
5.56
3． 时程分析结果
采用时程分析程序进行结构在多遇地震下结构隔震与非隔震的时程分析，以及在罕遇地震下隔震结构的位移反应时程分析。

多遇地震下时程分析计算结果如表10.8：
注：加速度时程曲线最大值/1.1s m 。

通过结构隔震与非隔震两种情况下各层最大层间剪力的分析对比确定隔震结构的水平向减震系数，计算结果见表10.9：
由表10.8可知，结构在隔震与非隔震两种情况下各层最大层间剪力比值为0.345。

因本工程水平向减震系数设计为0.5。

按本章节表10.2规定，水平向减震系数为0.5时，层间剪力最大比值为0.35。

而表10.8中，其值0.345未超过层间剪力比限值，因而认为该隔震结构满足水平向减震系数要求。

隔震后上部结构层间角位移见下表10.10：
罕遇地震下隔震结构的层间位移计算结果见表10.11：
表10.11 罕遇地震下最大水平位移（单位：mm ）
输入波形 隔震层 1层 2层 3层 4层 5层 ART EL CENTRO 192 205 217 225 231 234 ART HACHINOHE 175 186 197 205 210 212 ART KOBE 204 218 230 239 245 248 平均
190
203
215
223
229
231
注：加速度时程曲线最大值2
/1.5s m 。

由表10.11中数据可知隔震层在罕遇地震作用下最大水平位移为mm mm 220190 ，满足最大位移限值要求。

钢筋混凝土框架结构在罕遇地震作用下层间位移角限值为1/50，而本工程采用隔震结构，弹塑性位移角限值取规定值的1/2，即1/100。

由表1.11的计算可知本工程最大位层间移为mm 12，位移角为12/3600=1/300，满足要求。

各地震波时程分析得到的层间最大位移图如下： 图10.12为ART EL CENTRO 波时程分析位移最大值。

图10.13为ART HACHINOHE 波时程分析位移最大值。

图10.14为ART KOBE 波时程分析位移最大值。

层
楼
位移(mm)
图10.12 ART EL CENTRO波时程分析位移最大值
层
楼
位移(mm)
图10.13 ART HACHINOHE波时程分析位移最大值
层
楼
位移(mm)
图10.14 ART KOBE波时程分析位移最大值
隔震结构在地震作用下隔震层产生较大位移，同时消耗地震能量，极大的减少了输入上部结构的能量。

上部结构的变形很小，基本保持弹性而不发生严重的破坏，结构设计合理。