随着城市轨道交通路网的加密,轨道线路走向或埋深设计愈加难以绕避环境振动敏感点,仅以北京为例,近十余年形成的密集轨道交通网络,对邻近线路人员的工作生活质量、振动敏感设备的正常使用产生了直接影响,需要采用合理的振动控制措施 ^[1,2,3,4]。同时,基于轨道交通振动的减、隔振措施,势必会对地震设防结构抗震性能产生影响,考虑到两种激励频谱、幅值及出现频次均不同,需要对结构进行轨道交通振动控制与地震设防的双控分析与设计 ^[5,6,7]。

　　 北京大学某教学楼位于北京市海淀区中关村北大街东侧,北京大学校区内,既有地铁自南向北纵向穿过结构正下方,由于建筑场地毗邻区域未采取有效地铁减振、降噪的措施,且主体结构的特殊使用功能决定其对振动的要求较高,为解决轨道交通振动对北京大学某教学楼正常使用功能影响的问题,对主体结构采取在地下室柱顶设置钢弹簧+黏滞阻尼器进行隔振。本文通过未控结构(未隔振结构)、隔振结构(采用隔振支座结构)、隔振结构+阻尼器(采用隔振支座+阻尼器结构)的对比分析,主要研究柱顶钢弹簧隔振结构在不同设防水准下的抗震性能。

　　 北京大学某教学楼,包括1段、2段两座单体,既有地铁从2段结构正下方纵向穿过,在2段结构的地下室柱顶设置钢弹簧+黏滞阻尼器进行隔振,本文主要对2段结构单体进行研究分析。2段建筑地下1层,层高4.5m;地上4层,首层层高4.0m,2～4层层高3.90m,3层与4层之间局部夹层层高1.80m,结构总高度15.60m,平面尺寸129.40m×35.20m。主体结构设计使用年限50年,抗震设防烈度8度(0.20g),场地类别Ⅲ类,设计地震分组第二组,场地特征周期T_g=0.55s。基础采用平板筏式基础。弹簧隔振支座上部主体结构采用钢筋混凝土框架结构体系,上部结构嵌固端取为基础顶。框架柱截面尺寸为800×800,600×800;框架梁截面尺寸为400×800,500×800;标准层楼板厚度为120mm。柱采用C50混凝土,梁、板采用C30混凝土。

　　 考虑到地下室使用功能限制,隔振支座底标高为-1.45m,并沿地下室柱顶位置增设拉梁,提高隔振支座下部结构的整体性,隔振层阻尼由设置的黏滞阻尼器提供。典型结构平面布置图如图1所示。

　　 地铁振动竖向荷载影响较水平振动影响更为显著,竖向振动荷载的卓越频率为20～80Hz,经土体滤波后振动能量集中于20～60Hz ^[8,9]。本工程隔振的主要目的是控制既有地铁线路下穿结构造成的轨道交通振动效应,按照结构动力学经典理论 ^[10],为有效降低轨道振动(振动传递率低于20%,即隔振效率保证80%以上),隔振后结构体系的自振频率应低于4Hz。本工程初步设计结合隔振效率及隔振装置变形能力,确定隔振支座布置原则:1)隔振后刚度满足自振频率不大于3.5Hz的要求;2)重力荷载下隔振支座竖向变形极差小于2mm; 3)隔振层刚心与上部结构质心的偏心小于3.0%;4)隔振层变形应小于弹簧支座变形能力。

　　 按照上述原则初步布置隔振层,隔振后体系竖向基本频率3.41Hz;由于弹簧隔振装置的水平刚度与竖向刚度的相关性(水平刚度约为竖向刚度的0.6～0.8倍),按照竖向变形布置调整的隔振层刚心与上部结构质心基本重合;重力荷载下隔振支座竖向变形如图2所示。由图2可见,隔振支座竖向变形最大19.8mm,最小18.4mm,极差为1.4mm,约为支座变形能力的3.5%,满足设计要求;为保证隔振层变形小于隔振支座变形能力,同时减小隔振层扭转变形,主要沿隔振层端部及角部设置黏滞阻尼器,经参数优化后,确定阻尼器参数如下:阻尼系数为2 500kN·(s/m)^α,阻尼指数α为0.3,行程为±50mm。优化布置后最终隔振布置方案如图1(b)所示,总计采用钢弹簧支座103个,黏滞阻尼器30个。

　　 通过ETABS V17.0建立结构有限元模型如图3所示,其中隔振支座采用Link单元模拟,阻尼器采用Damper单元模拟。

　　 由于振型分解反应谱法(CQC法)无法考虑阻尼器的非线性特性,采用CQC法仅对未控结构和隔振结构进行对比分析。结果如表1和图4、图5所示。相较于未控结构,隔振结构的水平自振周期约为未控结构的1.15倍,隔振后除隔振层外,结构楼层剪力均减小20%以内,钢弹簧隔振结构的水平性能与未控结构相差不大。

　　 钢弹簧隔振支座竖向刚度约为混凝土柱的0.05倍,结构竖向振动模态由局部楼板振动(振动周期为0.124s)变成整体竖向振动(振动周期为0.298s,见表1),竖向低阶模态的参与质量增加,竖向低阶周期处于地震影响系数曲线平台段(0.1s～T_g之间,),隔振后的竖向地震作用会有所增加,结构分析与设计均需考虑竖向地震作用的影响。

　　 按照抗规 ^[11]对于地震记录幅值、频谱及持时要求,选取2条天然记录(天然记录1和天然记录2)和1条人工记录,其峰值加速度分别按照X向∶Y向∶Z向为1.0∶0.85∶0.65和0.85∶1.0∶0.65进行三向输入。为考虑阻尼器的非线性特性,对未控结构、隔振结构及隔振结构+阻尼器均采用非线性时程进行分析,结构阻尼比均采用0.05。

　　 小震及中震作用下结构层间位移角如图6、图7所示。可见相较于未控结构,隔振结构隔振层层间位移角小震下X向为1/510,Y向为1/416;中震下X向为1/180,Y向为1/149,均超出层间位移角限值(小震下1/550,中震下1/200)。隔振结构增加阻尼器后,隔振层层间位移角小震下X向为1/798,Y向为1/862,中震下X向为1/232,Y向为1/217,均满足限值要求。上述层间位移角结果均为三条记录的最大值。

　　 小震及中震下结构楼层剪力如图8、图9所示,相比未控结构,增设阻尼器的隔振结构,隔振层以上楼层剪力小震下X向减小10%～33%,Y向减小15%～40%,;中震下X向减小6.7%～30%,Y向减小11.1%～35%。

　　 提取不同地震记录输入下结构基底竖向反力时程进行比较,采用钢弹簧支座隔振后,虽然结构竖向由局部楼板振动变为整体竖向振动,且竖向自振周期处于0.1s～T_g范围内,较之于未控结构,隔振结构基底竖向反力峰值增加约2.0%,并未出现明显的竖向地震放大。

　　 对比分析未控结构与隔振结构的竖向构件内力,隔振结构端部竖向构件轴力增加10%～20%,设计过程中考虑到竖向地震的不利作用,端部三跨的竖向构件的抗震等级及轴压比限值均予以提高。

　　 小震下钢弹簧支座变形:X向最大值为4.65mm,Y向最大值为2.98mm,Z向最大值约为26mm、最小值约为12mm,隔振支座竖向上均处于受压状态;中震下钢弹簧隔振支座变形:X向最大值为14.8mm,Y向最大值为8.2mm,Z向最大值约为39mm、最小值约为0mm,隔振支座竖向上均未出现受拉变形。

　　 小震及中震下阻尼器出力分别达到设计出力的44.5%及66.7%。典型阻尼器滞回曲线如图10所示,小震及中震下阻尼器位移分别约为2,7mm,阻尼器滞回曲线饱满;采用能量比法计算小震下及中震下附加阻尼比分别为2.13%,1.91%,表明阻尼器发挥了较好的耗能减震作用。

　　 采用ABAQUS软件进行结构弹塑性分析,弹塑性模型如图11所示,混凝土采用塑性损伤模型,钢材及钢筋采用考虑双线性塑性模型,钢弹簧隔振支座及阻尼器采用Conn3d2单元模拟。弹塑性时程分析输入,采用符合抗规 ^[11]要求的2条天然记录及1条人工记录。

　　 弹塑性分析的基底反力如表2所示,大震下X向、Y向基底反力包络值分别为165 568,167 375kN。小震下X向、Y向基底反力包络值分别为32 656,33 078kN,大震下基底反力包络值约为小震下基底反力包络值的5.07倍、5.06倍。

　　 弹塑性分析的结构层间位移角如图12所示。不同地震波输入下结构X向、Y向层间位移角包络值分别为1/71,1/63,满足规范要求;隔振层水平变形X向为18.9mm,Y向为17.4mm,小于钢弹簧隔振支座水平变形限值25mm的要求。

　　 在大震作用下,沿周边布置的隔振支座出现受拉,最大拉力为3 431.8kN。普通钢弹簧不能抗拉,为了抵抗拉力,在普通弹簧上增加抗拉螺栓和蝶形弹簧。当钢弹簧恢复到原始长度时,螺栓将拉力传递给蝶形弹簧,蝶形弹簧受压抵抗支座的拉力。

　　 本文针对既有地铁下行纵穿的实际工程北京大学某教学楼,通过对高烈度区采用钢弹簧隔振支座的结构进行了抗震性能分析与研究,得到结论如下:

　　 (1)弹性分析及弹塑性分析结果表明,结构采用钢弹簧隔振支座同时附加阻尼器后,结构弹性性能及弹塑性性能均能满足要求。

　　 (2)隔振层阻尼器减小了弹簧支座的水平变形,同时消耗了输入到主体结构的地震能量,避免弹簧支座变形过大的同时,减小了整体结构的地震剪力及变形。

　　 (3)小震及中震下,隔振支座竖向均处于受压状态,未出现受拉变形;为避免大震下隔振支座变形过大,本项目结合结构端部三跨竖向构件设置了抗拉支座及限位装置。

　　 (4)弹簧隔振支座降低了结构竖向基频,改变了结构的竖向动力特性,该类结构构件设计时应考虑竖向地震的不利影响。