新宫车辆段大底盘多塔项目隔震设计*

高银鹰, 杨 开, 范 重, 王金金, 高 嵩, 崔俊伟 , 李宜芳

(1 北京市轨道交通建设管理有限公司，北京 100068；2 城市轨道交通全自动运行系统与安全监控北京市重点实验室，北京 100068；3 中国建筑设计研究院有限公司，北京 100044)

1 工程概况

新宫车辆段位于北京市丰台区19号线新宫站附近,项目包含联合检修库、上盖小汽车库和住宅楼,无地下室,总建筑面积14.4万m2。建筑效果图如图1所示。

图1 建筑效果图

首层联合检修库与出入线段和咽喉区相邻,主要用于检修地铁车辆,平面尺寸为126m×298m,层高12.6m,建筑面积3.7万m2。联合检修库上为小汽车库,层高4.9m,建筑面积3.7万m2。小汽车库盖上为景观花园和和住宅楼,景观花园覆土厚度1.8m,局部开大洞,可从室外由楼梯直接进入小汽车库。住宅楼共12栋,为高层装配整体式剪力墙结构单体,层数为8～10层,首层层高3.5m,标准层层高3m,屋脊最大高度为52.85m,结构高度52.65m,建筑面积7万m2。

联合检修库因建筑及工艺功能要求,致使住宅剪力墙不能落地,剪力墙需在上盖进行转换,为实现建筑方案,综合考虑经济性、适用性以及隔震建筑能减小联合检修库对上盖住宅的振动影响等优点[1-3],本项目在小汽车库顶板和住宅首层楼板之间设置隔震层,隔震层层高2.1m,隔震层不计建筑面积,典型建筑剖面如图2所示,典型结构剖面图如图3所示。

图2 典型建筑剖面图

图3 典型结构剖面图

塔楼竖向荷载通过剪力墙传至隔震支座,再传至下部框架柱与转换桁架,最后通过大底盘传至基础,如图4所示。

图4 典型隔震塔楼传力示意图

本项目于2019年6月通过抗震设防超限审查,并于2019年9月完成了施工图设计。设计时主要依据《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版)[4](简称《抗规》)第12章相关规定,并参考了《建筑隔震设计标准》(GB/T 51408—2021)[5]。

2 结构设计主要参数

2.1 结构设计使用年限与安全等级

结构设计基准期50年,设计使用年限50年,耐久性使用年限联合检修库为100年,其余为50年。结构安全等级二级,重要性系数1.0,抗震设防烈度8度(0.2g),抗震设防类别为标准设防类(丙类)。地基基础设计等级为甲级,建筑耐火等级一级。

2.2 荷载与作用

联合检修库因建筑及工艺要求,框架梁跨度19.4m,为大跨度结构构件,且需承托隔震支墩,为转换构件,对结构自重和可变荷载很敏感,结构设计时应按照业主使用要求、工艺条件、建筑效果,分别考虑施工阶段和使用阶段,精细化计算结构附加恒荷载与活荷载。盖上采用装配整体式剪力墙住宅,要考虑施工期间各种构件叠放堆载、装配车运输荷载及塔吊基础荷载,小汽车库顶板应考虑消防车荷载。

2.2.1 恒荷载

各层楼面恒荷载按实际楼板与建筑面层厚度计算。小汽车库顶板覆土厚1.8m,饱和土容重取20kN/m3,即面荷载为1.8m×20kN/m3=36kN/。

2.2.2 活荷载

活荷载按照《建筑结构荷载规范》(GB 50009—2012)[6]和业主要求取值。施工期间,小汽车库顶板装配车车道荷载45kN/、构件堆载场地荷载30kN/,其他区域施工荷载10kN/,以上荷载均可不与顶板覆土同时考虑。小汽车库顶板消防车道荷载20kN/(设计基础时不考虑、不与地震作用组合,重力荷载代表值计算时,消防车荷载的组合值系数取0),小汽车库车道荷载5.0kN/。联合检修库起重机荷载按工艺要求取值。

2.2.3 风荷载

2.2.4 地震作用

本工程抗震设防烈度为8度,设计基本地震加速度值为0.2g,设计地震分组为第二组,场地类别为Ⅲ类,特征周期Tg=0.55s。

3 结构体系

3.1 结构体系的特点

本工程采用钢筋混凝土框架(局部转换桁架)+隔震层+上部装配整体式剪力墙结构体系。首层联合检修库因建筑使用功能要求,不能设置剪力墙,只能采用框架结构。首层联合检修库与2层小汽车库为下部的大底盘,长边方向柱距为7～9m,短边方向柱距为12～20m。2层小汽车库底板平面布置图如图5所示,主要梁、柱截面如表1所示,其中梁、柱混凝土强度等级分别为C40、C50,钢材强度为Q345。

表1 下部大底盘主要构件截面

图5 2层小汽车库大底盘平面布置图

上部住宅平面为矩形和L形,住宅各栋塔楼与底盘平面布置关系如图6所示,典型塔楼平面布置如图7所示,塔楼底部楼层剪力墙厚度为200mm。

图6 上部塔楼剪力墙、隔震支座及底盘框架柱平面布置关系图

图7 上部塔楼典型平面布置图(T3)

上部住宅的墙体均无法落地,不满足《抗规》和《高层建筑混凝土结构技术规程》(JGJ 3—2010)[7](简称《高规》)中部分框支剪力墙结构对落地剪力墙数量和倾覆力矩的要求,须在2层小汽车库顶板进行转换。采用隔震方案能实现优良的抗震性能,因此本工程在住宅塔楼下设置隔震层,隔震层典型平面布置如图8所示。

图8 隔震层典型平面布置图(T3)

隔震层部分隔震支座的力可直接传至2层框架柱,当隔震支座下无竖向构件时,在塔楼投影区范围设置双向转换桁架,每个隔震支座下方均有斜腹杆或竖腹杆[8],遇到洞口时,调整桁架角度,以满足建筑功能需求。塔楼投影范围内小汽车库层转换桁架典型平面、立面布置图如图9所示,节点详图见图10,转换桁架斜腹杆采用H型钢支撑,钢材强度Q345。

图9 转换桁架典型平面、立面布置图

图10 转换桁架典型节点图

3.2 规则性检验和抗震性能目标

3.2.1 规则性检验

本工程采用隔震技术后,上部结构地震作用可降低一度,与抵抗水平地震作用有关的抗震构造措施也能降低一度,大幅提高了结构的抗震性能,减小了构件截面。

规则性超限检验结果表明:1)大底盘最大扭转位移比为1.29,为扭转不规则;2)由于大底盘2层层高小且设置转换桁架,而大底盘首层层高较高,首层侧向刚度仅为2层的0.13,首层层间受剪承载力仅为2层的47%,存在软弱层和薄弱层;3)12栋装配整体式剪力墙结构与大底盘的质心偏心距为底盘相应边长的3.48%,满足规范限值20%要求;4)采用大底盘多塔层间隔震,为特殊类型高层建筑。

3.2.2 抗震性能目标

本工程具体构件抗震性能目标如表2所示。

表2 构件抗震性能目标

3.3 计算软件与地震时程

分别采用YJK与ETABS软件建立计算模型,并采用考虑扭转耦联的振型分解反应谱法进行地震作用分析[9]。另外补充小、中、大震弹性时程分析。对于上部装配整体式剪力墙结构,进行整体模型和单塔模型的包络设计。对于大底盘多塔结构按整体和单塔楼计算模型,分别验算整体结构和各塔楼结构的整体指标,控制扭转周期比。罕遇地震除进行等效弹性的振型分解反应谱和弹性时程分析外,还采用SAUSG有限元软件,对整体结构进行罕遇地震弹塑性动力时程分析。各计算模型如图11所示。

根据本工程的场地类别和设计地震分组,时程分析时选取了5条天然波和2条人工波。在多遇、设防和罕遇地震下的时程分析均采用这5条天然波;而由于在进行罕遇地震时程分析时,场地特征周期Tg需增加0.05s,Tg由0.55s变成0.60s,故分别另选取了两条特征周期为0.55s和0.60s的人工波。地震波的选择满足《抗规》5.1.2条3款的选波原则,地震记录的频谱特性与场地特性一致,地震波时程曲线及频谱特性如图12所示,并在图中给出了整体结构不考虑隔震支座时的非隔震模型基本周期和考虑隔震支座时的隔震模型对应的基本周期。地震波的频谱特性在非隔震结构、隔震结构的主要周期点上,都与规范反应谱“在统计意义上相符”。

图12 各时程谱及平均谱与设计谱对比

根据《抗规》5.1.2条规定,本工程选用的各条地震波的有效持续时间均可满足此规范的有效持续时间要求。同时,各条地震波计算所得结构底部剪力和多条地震波计算所得结构底部剪力平均值满足《抗规》要求。

3.4 结构抗震概念设计与构造

在满足地铁工艺和建筑功能的前提下,结构体型力求简单规则,抗侧力结构尽量双向均匀布置,以保证结构抗侧刚度与抗扭刚度的协调。通过在小汽车库层布置桁架转换来提高大底盘结构抗侧刚度。此外,通过调整上部剪力墙塔楼层数、合理布置抗侧力构件,确保质心与刚心基本重合,减小偏心影响,降低楼层位移比。

大底盘转换层在上部塔楼投影范围及周边一跨的抗震等级提高一级;转换桁架上、下弦混凝土梁内增设型钢,并适当增加转换桁架上、下弦的纵向钢筋、箍筋及腰筋,以提高其抗剪能力;控制转换桁架斜腹杆长细比、增加斜腹杆加劲肋,合理设计节点,避免应力集中,保证钢构件承载能力和延性;塔楼投影范围大底盘框架柱内设置型钢,适当提高框架柱的纵筋配筋率,箍筋全高加密,并采取比《抗规》更严格的要求来提高框架柱的体积配箍率。大底盘顶层楼板板厚加强,塔楼投影范围及其周边一跨板厚300mm,其他区域板厚250mm,楼板配筋率不低于0.85%,满布双层双向钢筋。

为了保证隔震层能够整体协调工作,隔震层顶部的楼板厚度取为250mm。适当加大隔震层顶部框支梁的截面尺寸,提高框支梁纵向配筋,提高其刚度、承载力和变形能力。隔震支座附近的框支梁、支墩受力状态复杂,对其箍筋均进行加密,增大框支梁的纵向贯通受力钢筋和腰筋的配筋量,框支梁纵筋和腰筋均按受拉钢筋的要求锚入支墩内。隔震支座与上、下支墩及隔震沟关系如图13所示。

图13 隔震支座与上、下支墩及隔震沟关系图

4 隔震设计

4.1 隔震目标

本工程隔震设计目标为隔震后水平地震作用至少降低1度,隔震层以上与水平地震作用有关的抗震措施按照降低1度设计,与竖向地震作用有关的抗震措施不降低。

根据《抗规》12.2.5条,为了使上部结构在隔震后不大于7度(0.1g)的地震水平,水平向减震系数β为:

(1)

式中:αmax为隔震前的水平地震影响系数最大值,按照8度(0.2g)取值为0.16;αmax1为隔震后的水平地震影响系数最大值,按照7度(0.1g)取值为0.08;ψ为调整系数,支座剪切性能偏差为S-A类的取值为0.85。

为了达到隔震后地震作用降低1度的要求,水平向减震系数β应小于0.4,最终水平向减震系数根据实际计算结果确定。

4.2 隔震层布置

为了达到预期的隔震效果,隔震层必需具备下列基本特征:1)具备较大的竖向承载能力,能安全支承上部结构。2)屈服前的刚度可满足抵抗风荷载与多遇地震的要求;当发生中、大震时,屈服后较小的刚度能将地面震动有效隔离,降低上部结构地震响应。3)具备水平弹性恢复力,使隔震体系在地震中具有即时复位功能。4)具备足够的阻尼,有较大的消能能力。

本工程隔震层支座布置共计516个。具体为:铅芯橡胶支座346个,其中14个LRB900,139个LRB800,193个LRB700;天然橡胶支座170个,为LNR700。典型塔楼隔震支座布置如图14所示。

图14 典型塔楼(T3)隔震支座布置图

4.3 隔震层偏心率验算

典型塔楼隔震层偏心率的计算结果如表3所示。由表可知,X向与Y向的偏心率均小于3%,满足要求。

表3 隔震层偏心率的计算结果

4.4 隔震层抗风承载力验算

(1)隔震层必须具备足够的屈服前刚度和屈服强度,以满足风荷载和微振动的要求。抗风承载力应按下式(2)进行验算:

γwVwk≤VRw

(2)

式中:VRw为抗风承载力设计值,当不单独设抗风装置时,取隔震支座的屈服强度设计值;γw为风荷载分项系数,取1.5;Vwk为风荷载作用下隔震层的水平剪力标准值。

(2)隔震支座的弹性恢复力验算如下:

K100Tr≥1.5VRw

(3)

式中:K100为隔震支座在水平剪切应变100%时的水平等效刚度;Tr为隔震支座内部橡胶总厚度。

典型塔楼隔震层抗风承载力验算如表4所示。由表4可见,本结构总重力荷载代表值Gi远远大于风荷载产生的水平力标准值Vwk,满足《抗规》12.1.3条非地震作用的水平荷载标准值产生的总水平力不超过结构总重力10%的要求。抗风承载力和弹性恢复力分别满足式(2)和式(3)。

表4 隔震层抗风承载力验算

4.5 隔震支座长期面压分析

隔震支座面压分为长期面压和短期面压。长期面压是结构重力荷载代表值作用(1.0恒载+0.5活载)下的竖向压应力。短期面压是指罕遇地震作用组合下的最大瞬时压应力。

典型塔楼隔震支座长期面压如图15所示,隔震支座的最大长期面压12.10MPa,小于丙类建筑规范限值的15MPa。

图15 典型塔楼(T3)隔震支座长期面压/MPa

4.6 隔震支座变形分析

典型塔楼隔震支座在重力荷载代表值作用下的竖向变形见图16。可见,隔震支座最大变形值1.99mm(此数值包括支座下方桁架变形和支座本身变形,未包含隔震支座剪切变形而引起的竖向变形),相邻隔震支座的相对变形最大值为1/2 684。

图16 典型塔楼(T3)重力荷载代表值作用下隔震支座竖向变形/ mm

4.7 嵌固刚度比验算

根据《抗规》12.2.9 条2款,隔震层以下大底盘桁架层结构应满足嵌固刚度比要求。本节中计算的嵌固刚度比是等效剪切刚度比,为隔震层以上的住宅首层与隔震层以下的大底盘桁架层的剪切刚度比值,并未考虑隔震层的剪切刚度。各塔楼与其下桁架层(含相邻一跨或两跨范围)的刚度比γ按下式计算:

γ=(G1A1/G2A2)×(h2/h1)

(4)

式中:G1、G2分别为大底盘相关范围和塔楼首层混凝土剪变模量;A1、A2分别为大底盘相关范围和塔楼首层折算抗剪面积;h1、h2分别为大底盘和塔楼首层层高。

典型塔楼X、Y向嵌固刚度比计算结果分别如表5所示。可见典型塔楼X、Y向嵌固刚度比均不大于限值0.5,满足规范要求。

表5 典型塔楼嵌固刚度比的计算结果

4.8 塔楼偏置验算

本项目为大底盘多塔结构,上部塔楼结构的综合质心与底盘结构质心的X、Y向距离分别为3.66、9.653m,其与底盘相应边长之比分别为2.90%、3.24%,均小于限值20%,满足《高规》10.6.3条要求。其中,上部塔楼结构的综合质心取上部塔楼首层计算,为所有塔楼的综合质心。

5 多遇地震计算分析

5.1 弹性时程分析

5.1.1 剪重比

典型塔楼在地震作用下剪重比如图17所示,由图可以看出,多遇地震作用下,结构在X、Y两个主方向各层剪重比均满足大于规范限值3.2%的要求。

图17 典型塔楼及大底盘剪重比

5.1.2 结构层间位移角

以T3和大底盘为例,地震作用下结构的层间位移角如图18所示。隔震层(标高17.5～19.6m)以上剪力墙结构在X、Y向的层间位移角最大值分别为1/1 695和1/1 586,满足层间位移角小于限值1/1 000的抗震性能目标要求;隔震层以下框架结构大底盘X、Y向的等效串联层间位移角分别为1/1 337和1/1 491,满足层间位移角小于限值1/550的抗震性能目标要求。

图18 多遇地震作用下典型塔楼(T3)及大底盘层间位移角

5.2 振型分解反应谱分析

5.2.1 层剪力对比

典型塔楼及大底盘时程分析法得到的楼层剪力与振型分解反应谱法(CQC法)得到的楼层剪力比,如图19所示。可见,隔震层以上各塔楼的剪力比X、Y向最大值分别为2.44、2.57,当剪力比值小于1.0时,剪力比值取1.0。各塔楼高区弹性时程计算得到的层剪力更大,主要原因是受高阶振型的影响。CQC法分析时,考虑时程地震作用的放大系数取时程与CQC法分析的层剪力比,比值小于1.0时取1.0。

图19 多遇地震楼层剪力比(时程分析法/CQC法)

5.2.2 层间位移角

以T3和大底盘为例,通过CQC法得到的层间位移角如图20所示。可见,隔震层以上剪力墙结构考虑时程地震作用放大系数后,X、Y向的层间位移角最大值分别为1/1 933和1/1 581,满足层间位移角小于限值1/1 000的抗震性能目标要求;隔震层以下框架结构大底盘X、Y向的等效层间位移角分别为1/1 280和1/1 354,满足层间位移角小于限值1/550的抗震性能目标要求。

图20 多遇地震下典型塔楼(T3)及大底盘结构层间位移角

5.2.3 大底盘结构扭转位移比

考虑偶然偏心影响的规定水平力作用,计算楼层竖向构件最大水平位移与平均水平位移比(简称层水平位移比)和最大层间位移与平均层间位移比(简称层间位移比),结果如表6所示。结果表明,最大扭转位移比为1.24,略超规范限值1.2。故需要采取措施增大结构扭转刚度,减小扭转影响。同时,由于多遇地震下结构层间位移角很小,扭转位移比限值1.2可放宽。

表6 大底盘结构扭转位移比

5.2.4 大底盘结构层间受剪承载力及比值

抗侧力结构的层间受剪承载力为所考虑的水平地震作用方向上该层全部柱、斜撑的受剪承载力之和。大底盘结构层间受剪承载力计算结果如表7所示。

表7 大底盘结构层间受剪承载力及比值

由表7可见,大底盘首层抗侧力结构的层间受剪承载力仅为2层层间受剪承载力的47%(X向),小于规范限值65%要求,首层属于薄弱层。主要原因是2层直接支承隔震层以上剪力墙结构,应满足嵌固刚度比要求,故此层增设钢斜撑形成桁架,加强了2层刚度,2层层间受剪承载力也因此加强;同时,首层层高12.6m,2层层高4.9m,由弯矩反算得到的首层框架柱受剪承载力远小于2层。

提取大震弹性作用下首层框架柱的剪力设计值,并依据《组合结构设计规范》(JGJ 138—2016)[10]6.2.13～6.2.17条及《高规》6.2.6、6.2.8、6.2.9条复核框架柱的受剪承载力,首层框架柱均能满足大震抗剪弹性的要求。

5.2.5 大底盘结构侧向刚度及比值

大底盘结构各层侧向刚度及比值如表8所示,侧向刚度按照地震剪力标准值与相应层间位移之比计算。

表8 大底盘结构侧向刚度及比值

由表8可见,大底盘首层侧向刚度与2层侧向刚度比值X、Y向分别为0.13、0.18,均小于规范限值0.7,不满足要求,故首层属于软弱层。

6 设防地震弹性时程分析

6.1 减震系数

设防地震作用下,典型塔楼减震系数如表9所示。可见,上部塔楼水平向减震系数均小于0.4,可按降低1度采取抗震措施。

表9 大底盘及典型塔楼水平向减震系数汇总

6.2 层间位移角

以T3和大底盘为例,地震作用下结构的层间位移角如图21所示。可见,隔震层以上剪力墙结构在X、Y向的层间位移角最大值分别为1/1 161和1/1 108,满足层间位移角小于限值1/600的抗震性能目标要求;隔震层以下大底盘框架结构X、Y向的等效串联层间位移角分别为1/638和1/709,均满足层间位移角小于限值1/500的抗震性能目标要求。

图21 设防地震下典型塔楼(T3)及大底盘层间位移角

7 罕遇地震弹性及弹塑性分析

7.1 基底剪力

7条地震波作用下结构在X、Y两个主方向基底剪力如表10所示。可见,X、Y两个主方向弹塑性基底剪力平均值分别为2 258 409kN和2 363 159kN,对应的剪重比分别为45.5%和47.6%。由同一条地震波的罕遇地震弹塑性与弹性基底剪力结果可知,其比值均小于1,即罕遇地震下结构有部分构件进入塑性耗能。

表10 罕遇地震下结构弹性与弹塑性基底剪力值对比

7.2 层间位移角

以T3和大底盘为例,地震作用下结构弹性时程分析的层间位移角如图22所示。隔震层以上剪力墙结构在X、Y方向的层间位移角最大值分别为1/670和1/656;隔震层以下框架结构大底盘的等效串联层间位移角分别为1/282和1/294。

图22 罕遇地震下典型塔楼(T3)及大底盘的弹性时程层间位移角

地震作用下结构的弹塑性层间位移角曲线如图23所示。可见,隔震层以上剪力墙结构在X、Y向的层间位移角最大值分别为1/939和1/1 007,基本处于弹性阶段,满足层间位移角小于限值1/120、1/250的抗震性能目标要求;隔震层以下框架结构大底盘X、Y向的等效串联层间位移角分别为1/226和1/224,均满足层间位移角小于限值1/100的抗震性能目标要求。

图23 罕遇地震下典型塔楼(T3)及大底盘的弹塑性层间位移角

与罕遇地震弹性时程分析的层间位移角相比(图22),可发现,罕遇地震下隔震层以上塔楼的弹塑性层间位移角减小,隔震层以下大底盘的弹塑性层间位移角增大,结合罕遇地震弹塑性与弹性基底剪力(表10)可知,主要原因是隔震层以下大底盘有部分构件进入塑性耗能所致,设计时应对大底盘的转换梁、转换桁架及支撑等关键构件加强。

7.3 耗能分析

罕遇地震作用下,结构能量耗散情况如图24所示。当结构仍处于弹性状态时,主要为动能、应变能和阻尼耗能,当出现塑性耗能(应变能)后,表明结构已有部分构件进入塑性状态。

图24 罕遇地震下结构能量耗散示意

结构初始阻尼取5%,塑性耗能等效阻尼比如表11所示。可见,总塑性耗能等效阻尼比平均值约为7.8%。

表11 结构塑性耗能等效阻尼比

7.4 隔震支座最大拉、压应力

罕遇地震作用下,隔震支座的最大拉、压应力验算采用时程分析法,最大压应力荷载组合为1.0(恒荷载+0.5活荷载)+1.0地震作用,最大拉应力荷载组合为0.9(恒荷载+0.5活荷载)+1.0地震作用,地震输入采用三向输入(地震峰值加速度X向∶Y向∶Z向为1∶0.85∶0.65 或0.85∶1∶0.65)。

地震作用下T3隔震支座的最大压应力如图25所示,最大拉应力如图26所示。由图可知:1)隔震支座的最大压应力为19.9MPa,小于限值30MPa;2)隔震支座的最大拉应力为0.5MPa,满足最大拉应力不得超过限值1MPa的要求。

图25 地震作用下T3隔震支座压应力/MPa

图26 地震作用下T3隔震支座拉应力/MPa

7.5 隔震支座变形

罕遇地震作用下,隔震支座的变形分析采用时程分析法,荷载组合为1.0(恒荷载+0.5活荷载)+1.0地震作用,地震输入采用三向输入(地震峰值加速度X向∶Y向∶Z向为1∶0.85∶0.65 或0.85∶1∶0.65)。T3隔震支座竖向变形如图27所示。由图可知,T3的隔震支座总最大竖向变形值3.68mm(此数值包括隔震支座及其下方桁架变形,未包含隔震支座剪切变形而引起的竖向位移值),相邻隔震支座的相对变形最大值为(3.68-2.32)/3 200=1/2 352。

图27 地震作用下T3隔震支座竖向变形/mm

7.6 构件损伤情况

7.6.1 大底盘

计算结果表明,首层框架柱混凝土受压损伤均集中于柱根处,这是因为柱根处是大底盘框架结构嵌固部位,弯矩最大;在罕遇地震作用和柱全高截面和配筋不变的情况下,结构和构件损伤将首先在柱根处发生。钢骨柱柱根处钢骨的塑性应变为0,钢筋混凝土柱柱根处钢筋的塑性应变为0,即均未进入塑性,表明柱根处损伤很小;增加框架柱箍筋肢数、减小箍筋间距,可较好地保证首层框架柱延性,满足罕遇地震下首层框架柱承载力和变形的要求,进而满足抗震性能目标的要求。塔楼投影范围外的框架柱截面较小,部分出现中度损伤。

转换桁架是关键构件,在罕遇地震下,其钢材塑性应变为0,并未进入塑性,满足性能目标的要求,符合预期。

转换层底板框架梁在塔楼范围内属于关键构件,采用钢骨梁;塔楼范围外属于耗能构件,采用钢筋混凝土梁。计算结果表明,钢骨梁大部分无受压损伤,极少量框架梁在支座处出现受压损伤,需加大支座处纵向受压钢筋的配筋量,满足性能目标的要求;在罕遇地震作用下,塔楼范围外的钢筋混凝土框架梁支座处出现混凝土受压损伤和钢筋塑性应变,形成塑性铰耗能,符合预期。

转换层顶板荷载较大,梁截面较大,配筋率高,故在罕遇地震作用下其基本未出现损伤。由于转换层顶部为景观覆土,荷载较大,塔楼地震作用主要由转换层顶板传递,楼板出现受压损伤,但钢筋未进入塑性,故施工图设计时对转换层顶板增加板厚,采用双层双向配筋加强。转换层底板受压损伤较小,钢筋也未进入塑性。

7.6.2 隔震层

隔震层转换梁是关键构件,在罕遇地震下,混凝土无受压损伤,钢材塑性应变为0,并未进入塑性,满足性能目标的要求。

7.6.3 塔楼

上部塔楼剪力墙混凝土基本无受压损伤,底部加强区弯矩较大,局部出现混凝土受压损伤,应加强底部加强区剪力塔配筋。耗能构件连梁基本没有出现混凝土受压损伤,少数出现比较严重损伤。罕遇地震作用下,上部塔楼弹塑性层间位移角最大值约1/850,结构基本处于弹性阶段,与损伤结果一致,符合预期。

综上,本结构在罕遇地震作用下的抗震性能满足设计要求。

8 结论

(1)本项目首层、2层大底盘为尺寸126m×298m的混凝土框架结构,盖上部分为12栋高层装配整体式剪力墙结构的住宅,在大底盘与盖上结构之间设计隔震层,实现了不同结构形式的协调转换,大幅减小了上部结构的地震作用,满足了结构安全性、经济性的要求。

(2)隔震支座的选型和布置满足了隔震层偏心率的要求,计算结果表明,隔震支座的长期面压、重力荷载代表值下的竖向变形及罕遇地震下的水平剪力(位移)、最大拉压力、竖向变形等,水平向减震系数等指标均满足隔震目标。

(3)隔震层以下大底盘的嵌固刚度比是超限审查时关注的重点,可采取增大塔楼首层层高、加强大底盘框架柱截面,以满足嵌固刚度比要求。

(4)隔震层以上剪力墙结构的塔楼和隔震层以下框架结构的大底盘在多遇地震、设防地震和罕遇地震下的层间位移角均能满足规范要求。大底盘各构件性能目标满足要求,上部塔楼剪力墙在罕遇地震下基本处于弹性阶段。