根据《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015) ^[1]规定:“对甲类建筑和房屋高度超过50m,抗震设防烈度为9度时的乙类建筑应采取更有效的抗震措施”。对于该类高层建筑,采取传统抗震措施,往往使得结构构件截面增大,建筑可使用空间减少,综合经济性不佳。而通过采取消能减震措施来减小结构在地震下的破坏,保护主体结构,是一种更有效的抗震措施。本文对设置了黏滞阻尼器的9度区全钢结构装配式医院建筑进行了消能减震分析,对比分析了多遇与罕遇地震下减震结构与非减震结构的地震响应。

　　 西昌市人民医院综合医疗区包括门急诊医技楼(裙房)与综合住院楼(塔楼),两者通过防震缝分离; 综合住院楼地上共19层(不包含屋顶设有直升机停机坪),建筑高度76.8m; 塔楼平面从6层(同裙房屋顶层)开始有局部收进,标准层平面尺寸为49.2m×36.9m,结构平面布置见图1。采用钢结构框架-中心支撑双重受力结构体系,其中钢框架柱采用矩形钢管,主要截面为□900×900×40×40～□600×600×25×25,中心支撑采用矩形钢管,主要截面为□500×400×40×40～□400×400×40×40,钢材均采用Q420C ^[2]。

　　 该项目位于9度区近断层,地震作用考虑了1.5的近场地震增大系数 ^[3],本工程结构设计及计算分析采用的小震、大震下峰值加速度分别为210,930cm/s²。场地类别为Ⅱ类,设计地震分组为第二组。基本风压(50年一遇)为0.30kN/m²,进行承载力计算时,取50年重现期基本风压的1.1倍。地基基础设计等级为甲级。

　　 结构动力特性分析表明,第一阶振型为X向平动,T₁为2.267s; 第二阶振型为Y向平动,T₂为2.241s,说明结构两个方向刚度相近。

　　 为使结构获得最优的抗震性能,对黏滞阻尼器的参数、连接形式、平面布置位置及布置楼层进行了对比研究,得出较优的布置方式,黏滞阻尼器平面位置见图1。黏滞阻尼器采用对角斜撑式布置,考虑到底部黏滞阻尼器布置影响建筑功能,而中上部层间位移角较为富裕,剪切变形相对较小 ^[4],耗能效率不高,故黏滞阻尼器布置于3～14层,每层X,Y向各布置2个,共48个,整体结构模型见图2,黏滞阻尼器参数见表1。

　　 本工程位于9度区,为重点设防类建筑,对结构抗震性能要求较高; 根据对原结构的计算分析,结构的层间位移角略超过《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)(2016年版) ^[3](简称《抗规》)要求; 故本工程消能减震目标为:1)小震下,设置黏滞阻尼器为原结构提供不小于1%的附加阻尼比,达到减小层间位移角的目的; 2)小震下,设置黏滞阻尼器后结构基底剪力减小不小于10%。

　　 鉴于本建筑的重要性,结构采用了性能化设计方法; 结合《抗规》要求,相应的结构性能目标见表2。

　　 多遇地震下,结构初始阻尼比取为3%,在ETABS软件中利用7条地震波(2条人工波RGB1,RGB2; 5条天然波TH23,TH19,TH64,TH72,TH115)采用非线性时程分析法(FNA)进行消能减震结构的抗震性能分析。

　　 以人工波RGB2为例,对本结构进行初步分析。在相同黏滞阻尼器布置的同一个结构输入不同大小地震作用后,得到的附加阻尼比见表3。由表可知,无论采用规范应变能法 ^[6]还是采用能量比法 ^[7]计算,地震作用越大,计算得到的本工程附加阻尼比越小。由此可知,本工程在9度小震并考虑1.5的近场地震增大系数后获得,1%的附加阻尼比可行。

　　 多遇地震下按规范应变能法计算得到结构的附加阻尼比见表4。从表可知,按规范应变能法计算得到结构X向附加阻尼比7条波平均值为1.27%,结构Y向附加阻尼比7条波平均值为1.67%;考虑消能器性能偏差、连接安装缺陷等不利影响 ^[8],设计时附加阻尼比取1%。

　　 为评估结构的减震效果,分别建立三个计算模型:1)无黏滞阻尼器的无控模型; 2)有黏滞阻尼器的有控模型; 3)为校核附加阻尼比取值,增加附加阻尼比的无控模型+附加阻尼比 ^[3]。各条地震波作用下的附加阻尼比分别按规范应变能法计算的结果取值,见表4。

　　 针对三个模型,从楼层剪力、层间位移角等主要指标进行对比分析。多遇地震下,典型地震波TH72时程分析得到的不同模型的楼层剪力及层间位移对比分别见图3及图4。由图可知,相比于无控模型,有控模型的楼层剪力、层间位移角均有所减小; 从表5可知,设置黏滞阻尼器后,多遇地震下基底剪力显著减小,X向减震率为10%～15%,平均值为11.8%; Y向减震率为10%～20%,平均值为15.8%,达到减小不小于10%的基底剪力减震目标。从表6对比可知,无控模型的层间位移角超过限值1/250,而设置黏滞阻尼器后的有控模型的X,Y向层间位移角平均值分别为1/276,1/268,满足小于规范限值1/250的要求。

　　 由图3,4和表5,6可见,计算得到的无控模型+附加阻尼比的楼层剪力、基底剪力、层间位移角与有控模型的结果较为一致,进一步验证了附加阻尼比取值的合理性,符合实际情况。综上可知,多遇地震下黏滞阻尼器的设置显著提高了结构抗震性能,达到预期的减震效果。

　　 考虑1.5的近场地震增大系数,罕遇地震下,3条地震波(1条人工波RGB3,2条天然波TH115,TH72)X向和Y向弹塑性时程分析得到的最大层间位移角包络值分别为1/62和1/61,均位于8层且均小于限值1/50,满足要求。以地震波TH72为例,罕遇地震下,有控模型及无控模型的层间位移角及楼层剪力分别见图5,6。由图可知,有控模型的楼层剪力及层间位移角总体上要略小于无控模型。说明罕遇地震下,黏滞阻尼器起到一定减震作用。

　　 由图7有控模型和无控模型在罕遇地震下4层楼面竖向加速度时程对比分析可知,两者曲线形状大致一致,峰值点的时间相近; 而设置黏滞阻尼器后,竖向峰值加速度由5.65m/s²减为4.86m/s²,降低约14%。可知,黏滞阻尼器在地震作用下能够降低楼层竖向加速度,减轻非结构构件的振动 ^[9]。

　　 由图8典型黏滞阻尼器滞回曲线可知,罕遇地震作用下,黏滞阻尼器滞回曲线饱满,耗散了大量地震输入结构的能量。以地震波TH115为例,从结构能量耗散分布图9可知,有控模型及无控模型吸收的地震能量相差不大; 由于有控模型的黏滞阻尼器参与了耗能,耗能比例约为7.8%,应变能比例约为31.2%; 而无控模型应变能比例约为35.9%。说明黏滞阻尼器的设置可降低结构构件的塑性耗能,起到了消能减震作用,使得结构的抗震性能与安全储备得到提高。

　　 采用SAUSAGE软件对有黏滞阻尼器的结构进行大震弹塑性分析。分析时考虑了构件材料及几何非线性,钢支撑采用细分纤维单元模拟,钢材采用各向同性的随动硬化模型,对计算模型进行网格细分,通过几何非线性准确考虑钢支撑屈曲影响。

　　 分析结果表明,钢支撑无明显的压屈变形,与黏滞阻尼器相连的框架柱不屈服,底部2层少量框架柱及中心支撑出现轻度损坏,钢框梁部分屈服,各构件均满足性能目标。结构屈服或出现塑性应变顺序为:靠近框架支撑的普通框架梁先屈服,其后底层中心支撑出现塑性变形,而后中心支撑框架内框架梁屈服,最后底层部分框架柱柱脚屈服。而速度型黏滞阻尼器在整个时程分析过程均参与耗能。大震作用下结构整体性能水平见图10。

　　 地震波TH115大震作用下有控模型和无控模型⑧轴各钢构件塑性应变见图11。由图知,在2,3层与黏滞阻尼器及中心支撑相连框架柱在无阻尼模型有一定的塑性变形,而有黏滞阻尼器模型的该柱则基本没有出现塑性损坏。进一步说明大震下,有黏滞阻尼器结构破坏程度略好于无黏滞阻尼器结构,黏滞阻尼器的设置对主体结构起到一定的保护作用。

　　 为确保黏滞阻尼器在地震下正常发挥耗能功能,要求与其连接的子结构不能先于其他构件破坏,子结构及相关节点的承载力应重点复核。黏滞阻尼器周围的框架及节点布置见图12。

　　 采用ABAQUS软件对节点进行有限元分析,按大震不屈服的构件内力进行计算。与黏滞阻尼器直接相连的预埋件、支撑及节点板等构件的作用力取值为黏滞阻尼器在设计位移或设计速度下对应阻尼力的1.2倍 ^[10],即黏滞阻尼器内力取1 200kN。

　　 结合分析结果,对与黏滞阻尼器相连的框架梁节点区域梁端腹板厚度进行了加强,同时设置了加劲板。从图13黏滞阻尼器连接节点有限元分析应力结果可知,节点板未加强前,节点最大应力为355MPa,而节点板厚度从14mm加强到25mm后,与黏滞阻尼器相连的节点最大应力为229.2MPa,满足大震不屈服要求。

　　 (1)考虑1.5的地震增大的近场系数后,地震作用较大,设置了48个黏滞阻尼器后,消能减震结构的楼层剪力及位移等显著减小,层间位移角从超过规范限值到满足规范要求,减震效果良好,提高了结构的抗震性能。

　　 (2)输入地震作用越大,计算得到的附加阻尼比越小; 考虑近场系数的7条波多遇地震时程分析得到的结构附加阻尼比平均值:X向为1.27%,Y向为1.67%; 结构按附加阻尼比取1%设计是安全可靠的。

　　 (3)罕遇地震下有黏滞阻尼器结构减震效果虽然不如多遇地震下的明显,但黏滞阻尼器滞回曲线饱满,黏滞阻尼器充分发挥了耗能作用,对减轻结构损伤及减小地震作用产生的楼面竖向加速度均起到一定作用。采用黏滞阻尼器在提高结构抗震性能与安全储备的同时,也可减轻围护结构构件的竖向振动。

　　 (4)本结构消能减震设计时,与黏滞阻尼器相连的子结构没有先于其他构件破坏,经对子结构及相关节点构造及承载力进行重点复核,子结构及相关节点构造及承载力能满足大震不屈服的要求。