基于《防灾避难场所设计规范》的避难建筑抗震设计——以某中学体育馆为例

崔 伟，田杰芳，张玉敏

(河北联合大学建筑工程学院，河北唐山063009)

0 引言

我国是一个自然灾害多发的国家，地震灾害尤其严重，一次严重地震可能造成上万甚至几十万、上百万间建筑物倒塌或严重破坏，受灾或避难的人数少则10余万多则上百万，甚至数千万。如果不规划建设一定数量的避难场所，灾后有可能产生各种次生灾害，导致灾害延伸、加剧。由于一直以来对城市防灾工程的重视程度不够，目前我国城市的整体防灾减灾建设滞后于城市发展，亟待加强城市综合防灾减灾能力。在此背景下，为贯彻执行国家有关防灾体，形成一个完整的受力体系，共同承受竖向和水平减灾和应急管理的法律法规，妥善安置受到灾害威胁或危害的人员，使防灾避难场所设计做到安全适用、经济合理，河北省地震工程研究中心，北京工业大学抗震减灾研究所会同多家规划、设计、勘察、科研、教学单位制定了《防灾避难场所设计规范》［1］，目前正在报批中。为配合规范的审批及实施，以某中学新校区体育馆为例进行了地震避难建筑试设计。

某中学新校区场地地形较平坦、地势较高、交通便利、空气流通、有效避难面积充足、具备一定的基础设施、能与责任区内居住区建立安全避难联系并便于人员进入和疏散，且建有建筑面积为8998 m2的体育馆。由于校内应急避难场所的核心功能是避难棚宿，棚宿区要求大面积的开阔平整场地以便人员集中休息。体育馆比赛厅的运动场地和热身场地空间都很大，且都有直通室外的独立出入口，方便人员进出及转移。同时体育馆室内空间，相对于室外避难有更好的舒适性，能满足多灾种避难的棚宿要求。对于避难建筑，在震后要发挥其避难功能，其安全性必须有足够的保障，因此原有的常规设计可能不满足要求，需要按照避难建筑的要求进行验算和加固，本文主要针对该体育馆的抗震性能配合《防灾避难场所设计规范》的要求进行试设计。

1 防灾避难建筑的抗震设计规定［1］

1.1 设防目标

(1)在遭受不高于设定抗灾设防标准的灾害影响下，防灾避难场所应满足应急和避难生活需求;避难建筑和Ⅰ～Ⅲ级应急保障基础设施的主体结构不应发生影响避难功能的中等破坏;其他结构构件和非结构构件不应发生严重破坏，其应急功能基本正常或可快速恢复，不影响使用或通过紧急处置即可继续使用;应急辅助设施不应发生严重破坏或应能及时恢复;需临时设置的应急设施和设备，应能及时安装和启用;

(2)在遭受高于设定抗灾设防标准的灾害影响下，避难场地应不遭受严重灾害和次生灾害影响，能用于人员避难;避难建筑和Ⅰ～Ⅲ级应急保障基础设施，不至倒塌或发生危及避难人员生命安全的严重破坏;

(3)在临灾时期和灾时启用的防灾避难场所，应保证避难建筑和应急保障基础设施及辅助设施不发生危及重要避难功能的破坏，满足灾害发生过程中的避难要求。

1.2 结构抗震设计

(1)避难建筑应采用设置多道抗震防线的结构体系;

(2)建筑形体应规则，抗侧力构件在平面内布置应规则对称，结构侧向刚度沿竖向应均匀变化;

(3)计算避难建筑结构地震作用时，设计基本地震加速度值、地震加速度时程的最大值和水平地震影响系数最大值，应采取在国家现行标准《建筑抗震设计规范》GB50011［2］规定的相关数值乘以表1的避难建筑调整系数后的数值。

表1 避难建筑抗震调整系数

(4)抗震设防烈度为6度～8度时，避难建筑应按高于本地区抗震设防烈度一度的要求采取抗震措施，抗震设防烈度为9度时，避难建筑应按比9度更高的要求采取抗震措施;

(5)避难建筑的楼梯间应采取加强的抗震措施;

(6)非结构构件，包括建筑非结构件和建筑附属机电设备，自身及其与主体结构的连接，应进行抗震设计，并应采取与主体结构加强连接或柔性连接的措施，达到与避难建筑相同的抗震设防目标。

2 工程概况及原建筑的抗震性能

2.1 工程概况

某中学体育馆建造于2005年，建筑体型为矩形，其结构平面图如图1所示。南北长36.60m，东西长58.80 m，高17.8 m，建筑面积8998 m2。该体育馆主体结构为钢筋混凝土框架结构。屋面采用钢网架结构，网架与周边混凝土柱连接。其抗震设计依据《建筑抗震设计规范》GB50011-2001进行，抗震设防烈度8度(0.2 g)，设计地震分组第一组，场地类别Ⅱ类，框架抗震等级一级，丙类建筑。

图1 某中学体育馆三层结构平面图

2.2 原有建筑的抗震性能评估及分析

2.2.1 网架

按照原网架结构的设计模型采用sap2000v15按照表1的避难建筑调整系数对小震和大震的地震影响系数进行调整计算，因原有设计具有较大的安全储备，各项指标均能较好满足避难建筑的抗震要求。故本次设计调整只针对下部的钢筋混凝土框架结构进行，将网架荷载折算成面荷载施加到顶层。

2.2.2 钢筋混凝土框架

框架结构存在的问题主要是体系方面的:顶层为单跨框架，对抗震不利。原结构侧向刚度可以满足8度设防要求。采用设置抗侧力支撑或消能阻尼器可以转移或消耗原结构构件承受的地震力，和原有结构一起形成多道抗震防线。

参照原结构设计图纸中的梁、柱和楼板的钢筋及混凝土的强度等级，截面尺寸和实配钢筋采用PMCAD建立模型，SATWE进行计算分析，参数按照表1的调整系数对8度(0.2 g)的多遇地震影响系数进行调整，框架抗震等级按1级考虑。计算后发现的主要问题如下:

(1)侧移计算

SATWE小震作用下的最大层间位移为:X向1/410，Y向1/362，规范限值为1/550，不满足要求。

最大位移与层平均位移的比值:X向1.32;Y向1.38;最大层间位移与平均层间位移的比值:X向1.45; Y向1.48;均为大于1.2小于1.5的范畴，满足规范要求，但属于扭转不规则，与避难建筑的设计要求2.2节第二条的要求不符。

(2)配筋计算

①柱配筋:标高在3.00米～6.00米间有6根柱超筋;标高在7.70米～10.10米间有四根角柱超筋;标高在10.10米～17.30米间有2根柱超筋，主要是箍筋筋超筋。柱纵向钢筋较原配筋平均增大15%。除箍筋超筋的柱外，大部分柱箍筋满足要求。

②梁配筋:梁的纵筋和箍筋均能满足要求，其配筋最大增加3%。

以上侧移超限、柱箍筋超筋均是由于侧移刚度不足所致。梁配筋满足率较高是因为:在复核计算时，没有采用原体育场馆的活荷载，而是2.5 kN/m2的避难人员荷载计算的。综上所述，原结构的抗震性能无法满足《防灾避难场所设计规范》对避难建筑的要求，必须改善结构整体抗震性能;对于新建房屋，可按照现行范增大梁柱截面及配筋，但是如利用原有建筑，此方案加固费用高昂，必须采取其他有效措施，如采用外围增设柱间钢支撑来提高侧移刚度，或者采用减震效果较好的阻尼器，以达到满足使用的要求。

3 避难建筑设计的分析计算及论证

3.1 设计方案

采用两种方案，一种只在四边设钢支撑，另一种加设速度型粘滞阻尼器，支撑及阻尼器的平面布置如图1所示。对不同截面的钢支撑进行了试算，最终确定第一种方案采用HW350×350×12×19型钢，第二种方案考虑钢支撑的刚度对阻尼器消能的发挥的影响［3］，采用HW200×200×8×12型钢。粘滞阻尼器的轴向力F和轴向变形速率v的关系为:

式中C为阻尼系数，a为阻尼指数。

设置速度型粘滞阻尼器时需要确定的参数包括阻尼系数、阻尼指数和与阻尼器相连钢支撑的刚度，其中阻尼指数的选择对结果影响不大［4］。阻尼器的个数和出力对阻尼器消能的发挥有着直接影响［5］，阻尼器出力随着阻尼系数的增大而增大。为了避免设置阻尼器给原构件带来过大的附加内力，阻尼系数不宜过大，经试算后取400，阻尼指数取1。

计算中采用SATWE及ETABS软件进行小震下结构的抗震性能对比分析。采用EPDA软件和ETABS进行弹塑性静力及动力时程对比分析。楼板采用刚性板假定计算结构位移比，以地下室顶板作为嵌固端。

3.2 多遇地震下的抗震性能分析结果

3.2.1 结构动力特性分析

结构自振周期计算结果如表2所示，可以看出由于采用支撑的截面较大，导致自振周期也偏大。两个软件的计算结果相差不大。第一扭转周期与第一平动周期之比:SATWE为0.661和0.632，ETABS为0.615和0.603，均满足规范要求。

表2 结构自振周期计算结果

3.2.2 侧移计算

(1)层间位移角

SATWE小震作用下的最大层间位移为:X向1/716，Y向1/712;ETABS为:X向1/747，Y向1/772，SATWE及ETABS计算结果均满足规范要求。图2为SATWE采用阻尼器工况下的X、Y方向的最大层间位移角曲线。

图2 SATWE采用阻尼器工况下的最大层间位移角曲线

(2)位移比

结构在小震时考虑偶然偏心的楼层最大位移与平均位移比，两种支撑情况两种软件的计算结果均小于1.2，满足规范要求。图3为ETABS在采用阻尼器工况下的X、Y方向的位移比曲线。

图3 ETABS在采用阻尼器工况下的位移比曲线

由上可知，经加设支撑或阻尼器之后，体育馆的位移比能够满足规范要求，并实现了扭转规则。

4.2.3 内力计算

X方向上的各层剪力和楼层剪重比如表3所示，可以看出阻尼器在多遇地震作用时，由于位移很小作用不大，钢支撑则在小震时起到比较理想的抗侧力效果，两种方案均能满足结构在多遇地震下的受力要求，规范中的各项指标(轴压比，长细比，剪重比，刚度比，地震剪力系数等)均符合规定。

表3 X方向上的各层剪力和楼层剪重比(kN)

图4 分析成果曲线

3.3 罕遇地震下的抗震性能分析结果

3.3.1 静力弹塑性分析

Push-over方法是一种结构抗震能力评价的新方法，其应用范围主要集中于对现有结构进行抗震能力的估计。从本质上说属于静力非线性计算方法。利用该方法，可将每个不同的结构自振周期及其对应的地震影响系数绘成曲线，也把相应场地的各条反应谱曲线绘在一起，如图4所示。如果结构反应曲线能够穿过某条反应谱，就说明结构能够抵抗那条反应谱所对应的地震烈度。

采用EPDA和ETABS进行结构的push-over静力弹塑性分析(大震参数按表1进行调整)，计算得到的基底剪力和最大层间位移角如表4所示。表中可以看出，结果均满足规范中弹塑性位移角限值的要求(1/55)，EPDA计算得到的基底剪力值偏大，两种软件采用了不同的计算模型(EPDA纤维束模型，ETABS塑性铰模型)，塑性铰模型刚度退化较快，导致性能点基底剪力值较小。采用阻尼器方案的结构在大震下的反应表现优于仅采用钢支撑的结构。

表4 push-over X向计算结果

图5 EPDA采用钢支撑结构的能力曲线

3.3.2 动力弹塑性时程分析

采用的地震波为场地相对应的ElCentro波、Taft波和中国建筑科学研究院提供的人工波RH1TG035，按设防烈度8度(0.2g)并按表1系数进行调整后进行时程分析所用的地震加速时程曲线的最大值:多遇地震下取102 cm/s2，罕遇地震下取532 cm/s2。动力弾塑性时程分析采用EPDA进行，计算得到的基底剪力和最大层间位移角如表5、6所示。表中可以看出，结果均满足规范中弹塑性位移角限值的要求(1/55)，其结果同静力弾塑性分析结果相差在10%以内，其中人工波下的层间位移角较为接近于Pushover分析结果。

表5 大震弾塑性层间位移角和底部剪力(钢支撑)

表6 大震弾塑性层间位移角和底部剪力(阻尼器)

结构所形成的塑性铰以梁铰居多，三层处动静力分析下内部梁两端基本都屈服。如图6所示。

图6 三层塑性铰分布图

4 结论

(1)严格按照本地区设防要求的体育馆结构，经二次设计，加设必要的支撑或者减震构件之后，能够满足《防灾避难场所设计规范》对避难建筑的要求;但是支撑及减震构件的布置、个数和参数是一个优化问题，需要进行反复比较和试算。

(2)采用框架结构的体育馆建筑由于地震作用下变形较大，不利于此类结构的抗震，因此改变结构体系提高抗侧刚度应该为首选方案。这样，一方面可以增加结构刚度，减小地震作用下的变形;另一方面也可以增加一道强大的抗震防线，可以使原有框架结构退居第二道防线，从而也就可以降低原有框架结构的抗震构造措施要求。

(3)对于避难建筑的设计，宜采用反应谱法和静力弾塑性以及动力弾塑性时程分析法进行计算，并加以比较分析和校核。各种计算方法均应满足规范对位移角和基底剪力的限制。

［1］ 中华人民共和国国家标准.防灾避难场所设计规范(报批稿)［S］.

［2］ 中华人民共和国国家标准.建筑抗震设计规范(GB50011-2010)［S］.北京:中国建筑工业出版社，2010.

［3］ 欧进萍，吴斌，龙旭.结构被动耗能减振效果的参数影响［J］.地震工程和工程振动，1998，18(1):60-70.

［4］ 李文峰，苗启松，卢清刚.体育馆加固工程消能减震技术应用的若干问题探讨［J］.建筑结构，2006，36(6):96-98.

［5］ 翁大根，吕西林.消能减震结构设计参数研究与试验验证［J］.地震工程和工程振动，2004，24(2):150-157.