隔震结构与减震结构与传统结构抗震设计(完全版)

1、隔震结构与减震结构与传统结构抗震设计 隔震案例 减震案例 隔震结构与减震结构的特点及与传统结构抗震设计的区别 隔震结构的案例隔震结构的案例 10.6 隔震结构工程设计实例隔震结构工程设计实例 10.6.1工程概况工程概况 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

2、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表10.3 上部结构重量及侧移刚度层号重力荷载代表值(KN)侧移刚度（KN/mm）16095.7867826095.7859736095.7859745897.8659755600.4559710.6.2 初步设计初步设计1.是否采用隔震方案是否采用隔震方案(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

3、于建筑物采用隔震方案的规定。2.确定隔震层的位置确定隔震层的位置 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

4、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GFvevkkNN25.536083 . 15 . 0(2 . 1竖向地震作用活载）恒载kNN39.1546中kNN02.1134边1.1.确定轴向力确定轴向力竖向地震作用 柱底轴力设计值 中柱柱底轴力 边柱柱底轴力 2.2.确定隔震支座类型及数目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。mmkNKKjh/048.9244092. 2292. 0048.92292. 0092.

5、 244hjjegKK10.6.4 10.6.4 水平向减震系数水平向减震系数的计算的计算多遇地震时，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)由式(10.3) 。sTSgKGTgh0 . 24 . 05527. 12157. 07 . 106. 005. 012egeg78. 055 . 005. 09 . 0egeg5 . 037. 0)/()/(29 . 0012ggTTTT由式(10.1) 。 由式(10.6) 即水平向减震系数满足预期效果。10.6.5 10.6.5 上部结构计算上部结构计算1.1.水平地震作用标准值水平地震作用标准值216. 024.

6、00 . 145. 040. 09 . 0max210TTgkNGFeqek4 .20238 .25317216. 037. 00非隔震结构水平地震影响系数 由式(10.8) kNGi/iGekFiFiViV计算层间剪力标准值,其结果见表10.5。 表10.5 上部结构层间剪力标准值层数/kN/kN/kN/kN55600.4529785.652023.40380.45380.4545897.86400.65781.1036095.78414.101195.2026095.78414.101609.3016095.78414.102023.403.3.上部结构层间位移角上部结构层间位移角表10.

7、6 上部结构层间位移角层数/KN侧移刚度（KN/mm）层间位移(mm)层高(mm)层间位移角限值5380.455970.6436001/56501/5504781.105971.3136001/275231195.205972.0036001/179921609.305972.7036001/133612023.405973.0036001/1207由表10.6可知，上部结构满足抗震设计要求。eesTg4 . 0mmkNKKjh/504.5344216. 1131. 0504.53131. 0216. 144hjjegKKsgKGTh66. 12171. 0131. 07 . 106. 013

8、1. 005. 017 . 106. 005. 012egeg 10.6.6 10.6.6 隔震层水平位移验算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. 1.计算隔震层偏心距计算隔震层偏心距本结构和隔震装置对称布置，偏心距=0。2.2.隔震层质心处的水平位移计算隔震层质心处的水平位移计算 根据场地条件，特征周期为。由式(10.2) 由式(10.3) 由式(10.1) 83. 0131. 055 . 0131. 005. 09 . 055 . 005. 09 . 0egeg20. 1max261. 020. 171. 066. 14 .

9、0)(83. 0max211TTgeqmmmKGuheqsc179179. 0)(115. 1immmmuucii85.20517915. 1 mmui220mmummuii22085.205kNGVsc49.9601)(1设防烈度8度(0.15g)罕遇地震下。由式(10.12) 3.3.水平位移验算（验算最不利支座）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。由式(10.11) 验算支座GZY400 故支座变形满足要求。10.6.7 10.6.7 隔震层下部计算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,隔震层的总刚度为53504K

10、N/m。每个GZY400隔震支座受到水平剪力为218.22KN。上部结构隔震层2/sm2/ sm2/ sm10.6.8 10.6.8 隔震结构时程分析验算隔震结构时程分析验算1 1分析模型分析模型图10.11 隔震结构时程分析模型2 2输入地震波输入地震波本工程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1.10罕遇地震5.10输入地震波如表10.7：表10.7时程分析地震波参数最大加速度地震波相位特性时间间隔(s)时长(s)峰值时刻(s)ART EL CENTROEL CENTRO 1940 NS0.0182419.02.22ART HACHINOHEHACH

11、INOHE 1969 EW0.01163.84392.6217.3ART KOBEJMA KOBE 1995 NS0.01163.83945.56)(kN)/(2sm)/(smmm2/1 . 1sm3 3 时程分析结果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：表10.8 多遇地震时程分析的主要计算结果层间剪力加速度速度位移项目波形非隔震结构隔震结构1层2层3层4层5层隔震层1层2层3层4层5层EL333430362912221912171403.21191.7998.1805.

12、1568.8290.1HA458341733345239712681834.61471.81153.2902.6621.0321.5KO443637202835230613241775.61587.21385.91138.5808.3414.2EL1.211.872.132.412.581.121.101.131.211.271.31HA1.131.721.971.992.421.411.521.571.561.531.50KO1.342.152.462.272.231.311.381.451.531.551.60EL0.060.100.140.180.200.120.130.140.150.

13、160.16HA0.060.120.170.200.220.150.160.190.200.220.23KO0.060.130.170.200.230.140.160.170.180.190.20EL4.929.8513.6917.2319.1323.7826.5229.0831.0232.3032.92HA6.7613.7519.2422.9824.8131.0934.4837.4439.5140.7841.36KO6.5412.7717.1219.8021.3030.0933.6937.2340.0942.1043.15注：加速度时程曲线最大值。)(kN)(kN通过结构隔震与非隔震两种情况

14、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：表10.9 水平向减震系数计算隔震剪力非隔震剪力层次波形剪力比值平均值最大值5EL290.11217.00.2380.2680.345HA321.51268.00.254KO414.21324.00.3134EL568.82219.00.2560.289HA621.02397.00.259KO808.32306.00.3503EL805.12912.00.2760.316HA902.63345.00.270KO1138.52835.00.4022EL998.13036.00.3290.323HA1153.24173

15、.00.276KO1385.93720.00.3731EL1191.73334.00.3570.345HA1471.84583.00.321KO1587.24436.00.358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：表10.10 隔震后上部结构层间位移角层次波形层间位移(mm)层高(mm)层间角位移限值5E

16、L32.9236001/58071/550HA41.3636001/6207KO43.1536001/34294EL32.3036001/2813HA40.7836001/2835KO42.1036001/17923EL31.0236001/1856HA39.5136001/1740KO40.0936001/12592EL29.0836001/1407HA37.4436001/1217KO37.2336001/10171EL26.5236001/1314HA34.4836001/1062KO33.6936001/1000mm2/1 . 5smmmmm220190mm12罕遇地震下隔震结构的层间

17、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：）输入波形隔震层1层2层3层4层5层ART EL CENTRO192205217225231234ART HACHINOHRT KOBE204218230239245248平均190203215223229231注：加速度时程曲线最大值。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，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

18、间移为，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。05010015020025001234567楼层位移(mm)05010015020025001234567楼层位移(mm)05010015020025001234567楼层位移(mm)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，

19、结构设计合理。减震结构的案例 粘滞阻尼器减震结构设计方法及计算实例1 粘滞流体阻尼器减震结构优化设计方法1.1 设计流程消能减震结构主要是通过设置各种消能减震装置186以控制结构在不同烈度地震作用下的预期变形，从而达到不同等级的抗震设防目标，其具体设计内容主要包括确定阻尼器参数和数量以及阻尼器的优化安装位置两方面内容。我国抗震规范 1 中虽然增加了消能减震的内容，但并没有给出具体的设计方法。因此，本文以安装粘滞流体阻尼器的高层结构为研究对象，给出了一种优化设计方法，该方法预先设定消能结构的位移角限值，进而由附加阻尼比求出所需阻尼器的数量及参数，并以层间位移角为优化目标，采用“逐层搜索”的方法确

20、定其安装位置， 最终达到预先设定的层间位移角减震目标，该方法主要针对给定地震波作用下的弹性结构进行，具体设计流程如图 1 所示，对于其中的几个关键步骤将在下文中展开讨论。1.2 附加阻尼比的确定消能减震结构的设计中，往往需要预先指定消能结构所需达到的位移减震目标，并求出所需的附加阻尼比，最直接的求解方法是通过不同阻尼比的位移反应谱曲线进行插值。但在没有可用的位移反应谱的情况下，需要寻找其他方法进行替代。本文的解决方法是：首先做出结构等效单自由度体系的附加阻尼比 a 和位移减震率 d 的曲线， 再由预先指定的结构位移减震率从曲线上直接查出所需的附加阻尼比 a 。单自由度结构位移减震率 d 定义为

21、：式中：u 0,max 为无附加阻尼单自由度结构位移最大值；u c,max 为附加阻尼比 a 后单自由度结构的位移最大值。而对于实际结构位移减震率 d 可以根据需要定义为结构的层间位移角减小率或结构顶点位移的减小率。同时定义结构的底部地震剪力减震率：式中： S 0,max 为无附加阻尼单自由度结构底部地震剪力最大值； S c,max 为附加阻尼比 a 后单自由度结构底部地震剪力最大值。单自由度结构 a - d 曲线和 a - f 曲线可通过数值方法求解 Maxwell 模型的平衡及协调方程得到 2 。本文在计算中发现， 单自由度结构 a - d 曲线和 a - f 曲线主要受结构自振周期 T、

22、结构自身阻尼比 s 和地震波类型的影响，与地震波峰值等因素无关。为满足下文中消能减震结构优化设计的需要，图 2 给出了一幢方钢管混凝土框架高层 3 的等效单自由度结构的 a - d 曲线和 a - f 曲线， 曲线所对应的参数为： 自振周期 T=4s，结构自身阻尼比 s =0.035，地震波为 SHW2 波，单自由度结构质量取实际结构的总质量。图中同时给出了该实际结构的计算曲线，其中实际结构的位移减震率 d 取层间位移角最大值的减震率。从图中可以看出， a - d 曲线吻合较好，而 a - f 曲线虽然差别较大，但变化趋势相同。从图 2(b)可以看出， 单自由度结构和实际结构在附加阻尼比 a

23、大于 0.2后，底部地震剪力都不再继续减小，甚至开始增大，而此时随着附加阻尼比的继续增大，图 2(a)中的位移减震率仍在大幅度的减小，说明结构的构件层间剪力也在不断减小，此时，由层间地震剪力和层间构件剪力所形成的不断增大的差额则要由不断增大的阻尼力来填补。由此说明，过多地设置阻尼器，并不能有效地减小地震力，甚至会使地震力增大，从而使继续增加的阻尼器主要用来抵抗增大的地震力，从而导致不经济的减震设计方案。因此，在由 a - d 曲线确定所需的位移减震率的同时，还应参考 a - f 曲线，以保证所需的附加阻尼比不会导致地震力的增大，由图 2(b)可知，对于此结构当附加阻尼比 a 0.2 时，地震力

24、不再减小，减震效率开始降低。具体设计时，根据场地条件，选定分析所用的地震波，对无阻尼器原型结构进行时程分析，求得最大层间位移角 0 。确定减震结构所需满足的最大层间位由附加阻尼比确定阻尼器的参数及数量检验其它地震波作用下的减震效果逐层搜索法优化设置阻尼器的安装位置设定减震结构的位移减震率目标并求出所需的附加阻尼比选定计算所用地震波图 1 本文建议的消能减震结构设计流程图187移角限值 d ， 计算所需的位移减震率 d =( 0 - d )/ 0 ，根据前述结构等效单自由度体系的位移减震率-附加阻尼比曲线（ d - a 曲线）并参考底部地震剪力减震率-附加阻尼比曲线（ f - a 曲线）确定所需

25、的附加阻尼比 a 。上述过程也可以通过对无阻尼器原结构进行不同阻尼比下的反复试算， 以确定达到指定层间位移角时，所需的附加阻尼比 a 。1.3 阻尼器参数及数量的确定抗震规范 1 中给出了计算消能部件附加有效阻尼比 a 的公式：式中：W s 为消能结构在预期位移下的总应变能；W c是所有消能部件在结构预期位移下往复一周所消耗的能量，对于非线性粘滞阻尼器，W c 的计算公式如下所示式中：n 为阻尼器的数量；C j 、 j 为第 j 个阻尼器的阻尼系数和速度指数； u j 为第 j 个阻尼器两端的相对水平位移； j 为第 j 个阻尼器的消能方向与水平面的夹角。阻尼器一般安装在结构层间位移角较大的楼

26、层，其两端的相对速度最大值可以根据层间变形最大楼层的层间相对速度以及阻尼器安装角度 j 求得，然后根据阻尼器阻尼力计算公式以及限定的阻尼器阻尼力最大值确定阻尼器的计算参数 C j 和 j 。这里可以根据需要将阻尼器分成几组不同的类型，分别设定不同的阻尼力最大值，并计算相应的阻尼器参数。在得到阻尼器参数后， 将其带入式(3)和式(4)就可以确定所需要的阻尼器的数量 n。1.4 阻尼器安装位置的优化本文所采用的阻尼器位置优化设置方法，类似于文4所提出的连续搜索方法，基本方法是：先对无阻尼器结构进行时程分析，确定层间位移角最大楼层，将阻尼器安装在此楼层处，安装数量根据具体情况而定，然后再对安装了阻尼

27、器的结构进行分析，再将阻尼器安装到此时的层间位移角最大楼层，如此循环直到将所有的阻尼器安装完毕。而在安装过程中，需要注意的是某一层的阻尼器数量不能太多，其水平控制力总和不要大于该层地震力的 50太多 2 （如前所述，过大的阻尼力比例会引起加速度反应的增大） ， 当某一层所需的阻尼器过多时，可以将其安装到下面几层中层间位移较大的楼层，计算结果证明阻尼器对其上部临近几层的减震效果要好于下部几层。通过这种方法确定的阻尼器安装位置不仅对所采用的地震波效果较好，对于其它地震波也能起到较好的减震效果。2 设计实例及效果分析本节以一幢方钢管混凝土框架高层为研究对象 3（该结构地上 21 层， 高约 100m

28、） ， 着重比较了三种减震设计方案的减震效果，其中两种方案采用本文所建议的优化设计方法设计，但预先设定了不同的位移减震目标，另外一种方案的阻尼器为均匀布置。2.1 阻尼器减震设计方案本节针对 7 度多遇地震作用下的结构进行减震优化设计，计算程序采用 SAP2000，计算方法采用非线性振型分解时程分析法(FNA)，所采用的三种减震方案如下： 方案 1： 目标位移减震率定为 20， 由图 2(a)得，所需附加阻尼比 a =0.08，采用本文建议方法进行减震设计；方案 2：目标位移减震率定为 30，由图2(a)得，所需附加阻尼比 a =0.15，采用本文建议方法进行减震设计；方案 3：采用阻尼器均匀

29、布置方案。 各方案的最终设计结果列于表 1，其中阻尼器 D3 的参数为：阻尼系数 300kN/(mm/s) ，速度指数 0.15， 阻尼器出力控制在 500kN 左右；D6 的参数为：阻尼 系数 600kN/(mm/s) ， 速度指数 0.15， 阻尼器出力控制 在 1000kN 左右。阻尼器均沿对角斜向布置。2.2 小震下阻尼器减震效果分析表 2，图 3 为 7 度多遇 SHW2 波作用下各减震方案的减震效果汇总。从中可以看到，方案 1 和方案 2在设计所用的地震波作用下，结构两个主方向的层间位移角峰值基本都达到了预先设定的减震目标，而且设计过程中，阻尼器的数量和参数均由本文的设计方法一次确

30、定，在阻尼器的位置优化设计过程中没有进行任何增减。方案 3 的层间位移角峰值的减震效果并不理想，其阻尼器配置总数多于方案 1，但层间位移角峰值的减震率只有方案 1 的一半。而对于结构的底层地震剪力，方案 1 和方案 2 稍有增大或减小，方案3 虽有减小但减小不多。表 3 为 7 度多遇 Pasadena 波和 El Centro 波作用下各减震方案的减震效果汇总。从中可以看出，主要针对 SHW2 波进行优化设计的方案 1 和方案 2，对于Pasadena 波作用下的结构仍具有较好的减震效果，而对于频谱特性和 SHW2 波相差较大的 El Centro 波，其层间位移角减震率则偏离预定目标较多。

31、方案 3 对于 Pasadena 波的减震效果较好，主要原因是 Pasadena波作用下层间位移角峰值出现在结构的中上部，对于阻尼器均匀布置的方案 3，此处的阻尼器发挥了较大的作用，而对于 El Centro 波，方案 3 的减震效果同样较小。值得注意的是，三种方案对于 Pasadena 波和El Centro波作用下结构的底层地震剪力峰值的消减都有较好的效果，这与 SHW2 波作用下有所不同。图 4 则给出了 7 度多遇 SHW2 波作用下，采用不同减震方案的减震结构和无控结构的层间地震剪力包络曲线的对比。从中可以看出，各方案减震结构的层间地震剪力基本都小于无控结构，但差别不大，说明粘滞阻尼

32、器对结构的刚度基本无影响，从而不会增大结构的地震力。2.3 大震下阻尼器减震效果分析由前述分析对比可知，小震下方案 2 的减震效果最好，因此，本节着重对无控结构和方案 2 的减震结构进行 7 度罕遇地震下的弹塑性时程计算，以对比分析阻尼器在大震下的消能减震效果，计算程序采用CANNY 5 ，梁、柱构件采用 MS 模型 2,3 。表4给出了7度罕遇SHW2波和Pasadena波作用189下方案 2 减震结构主要地震反应的减震效果。从中可以看出，罕遇地震作用下，阻尼器的减震效果要比前述多遇地震作用下小得多，主要原因是减震方案 2 中采用了速度指数很小的非线性阻尼器，其阻尼力在大震下随着速度的增大并

33、没有显著的增长，因此其耗能主要随位移的一次方增长，而地震输入能量却随着位移的平方急剧增加，因此大震下阻尼器的耗能比例大大下降， 其有效附加阻尼比也远低于小震下的设定值，从而导致其减震效果的降低。图 5 给出了 7 度罕遇 SHW2 波作用下结构的层间位移角包络曲线。从中可用看出，阻尼器对于结构层间位移角的减小仍有一定的作用，但由于其水平控制力比例的不足，小震下结构中下部削平的包络曲线此时又向外凸出。为此，一种解决方法是在前述减震设计中采用线性粘滞阻尼器，以使大震下的减震效果同小震相近，但线性阻尼器出力随速度线性增长，大震下很容易超出其自身的承受范围而发生损坏，从而失去作用。而另外一种解决方法是

34、，仍然采用非线性阻尼器，但以中震为目标进行减震优化设计，或直接在罕遇地震波作用下进行减震设计，从而控制大震下的减震效果达到预定目标，其具体方法仍可按照本文建议的优化设计方法进行。3 结论提出了一种实用的减震结构优化设计方法，并可以通过目前常用结构分析程序进行操作，该方法预先设定消能结构的位移角限值，进而由所需的附加阻尼比确定阻尼器的参数及数量，并以层间位移角为优化目标，采用“逐层搜索”的方法确定其安装位置，最终可以达到预先设定的层间位移角减震目标。运用此方法对一幢方钢管混凝土框架高层进行了小震下的减震设计，提出了两种减震设计方案（方案 1 和方案 2） ，分别对应不同的层间位移角减震目标（20

35、%和 30%） ，并结合前述稍加修改的阻尼器均匀布置方案（方案 3）对本文结构进行了计算分析，结果表明，在设计所用地震波作用下，方案 1 和方案 2 均达到了预先确定的层间位移角减震目标，效果比均匀布置的方案 3 提高很多。在此基础上，对小震及大震下本文结构的消能减震效果进行了较全面的分析研究，得出了一些有参考价值的结论。参 考 文 献1 GB 50011-2001 建筑抗震设计规范S北京：中国建筑工业出版社，20012 孟春光复杂体型方钢管混凝土框架结构抗震性能和减震研究D同济大学，20063 吕西林, 孟春光, 田野. 消能减震高层方钢管混凝土框架结构振动台试验研究和弹塑性时程分析J. 地

36、震工程与工程振动, 2006,26(4):231-2384 SOONG T T, DARGUSH G F. 结构工程中的被动消能系统M/董平译. 北京: 辞学出版社, 2005.5 李康宁, TETSUO KUBO, CARLOS E. VENTURA建筑物三维分析模型及其用于结构地震反应分析的可靠性J建筑结构，2000，30(6)：1418隔震结构与减震结构的特点及与传统结构抗震设计的区别地震是一种突发性的、严重危害人类生 命和财产安全的自然灾害。近年来，全球范 围内发生了多次未预测到的大地震，例如前 几年的汶川、海地地震，破坏力之大，震惊 世界。在如此巨大的地震作用之下，作为地 震荷载主要

37、载体的建筑结构发生的破坏、倒 塌是造成人们生命财产损失的主要原因，因 此，建立并推广更加安全可靠的抗震结构就 显得尤为必要了。 1 传统抗震结构 传统抗震结构的基本原理是通过增强结 构本身的抗震性能（强度、刚度）来抵御地 震作用，即依靠结构本身和承重构件的损坏 来储存、转换和消耗地震能量1。在传统抗 震结构中，通常采取提高结构自身强度和刚 度，即加强结构、增大构件截面尺寸、加多 配筋，允许结构局部损坏（硬伤）的措施来 抵御地震作用，结构抗震能力主要取决于结 构的弹塑性变形能力与滞回环耗能能力，而 结构本身不具备自我调节的能力，可以说是 被动消极的抗震措施。1995年日本发生了震 惊世界的阪神地

38、震，当时日本的主流思想就 是用所谓“硬抗”的方法来抵抗地震，即靠 一味提高结构的强度而非利用结构延性消能 思想来抵御地震作用，所设计出的梁柱截面 尺寸都非常大，但最终还是发生了大量的房 屋脆性倒塌。事实证明，此种只单纯依靠提 高结构强度的方式很难抵抗地震尤其是大震 带来的破坏，而且，大大加大了经济投入， 可谓得不偿失。2 常规延性抗震结构 我国现有延性抗震思想是通过控制构 件间或构件内不同受力形式间承载能力差， 即通常所说的“强柱弱梁、强剪弱弯、强连 接弱构件、强压弱拉”概念，防止结构产生 不合理的倒塌破坏机构，增强结构的耗能能 隔震、消能减震结构与传统抗震结构的比较分析力，保证结构形成耗能能

39、力较好的破坏机 构。该设计方法的关键在于初步将控制概念 引入到结构抗震设计中，有目的的引导结构 的破坏机制和破坏模式，避免不合理的破坏 形态。2但现有规范只注重依靠调整梁柱等 抗弯抗剪比例系数的方式来保持结构的延性 消能，而在汶川地震中，发现这样的措施并 不足以能引导结构达到预期的破坏机制和破 坏模式，依照常规延性抗震结构设计的建筑 在地震中也出现了不同程度的破坏。事实证 明，此种抗震结构与传统抗震结构相比，虽 然大大提高了结构的抗震能力，但也存在结 构的安全性难以保证、适用性和全面性受到 限制、经济性欠佳以及震后修复难度大等问 题。 3 隔震和消能减震 近年来，以结构减震控制技术为主要 设计

40、依据的隔震、消能减震结构得到了迅速 发展。结构减震控制的概念可以简要的表述 为：通过对结构附加控制技术或装置，由控 制技术或装置与结构共同承受振动作用，以 调节和减轻结构的振动反应，使它在外界干 扰下的各项反应值被控制在允许范围内。 3.1 隔震结构 “隔震”即隔离地震。在建筑物上部结 构与基础之间以及上部建筑层间设置的隔震 层能隔离地震能量向上部传递，降低上部结 构的地震作用，达到预期的防震要求，使建 筑物的安全得到可靠保证。 隔震系统是在建筑物基础与上部建筑 结构间或上部建筑层间设置隔震装置（或系 统）形成隔震层，把上部结构与基础隔离开 来，同时，上部建筑结构通过层间建筑隔震 也可以减小下

41、部结构的振动，利用隔离装置 来隔离或耗散地震能量，以避免或减少地震 能量向上部结构传输，从而减轻建筑物的地 震反应，实现地震时隔震层以上主体结构只 发生微小的相对运动和变形，使建筑物在地 震作用下不损坏或倒塌。 3.2 消能减震结构 消能减震结构是把建筑物的某些非承 重构件（如支撑、剪力墙等）设计成“消 能”构件，或在建筑物的某些部位（节点、 连接缝或连接件）装设阻尼器，以及在楼层 空间、相邻建筑间、主附结构间设置消能装 置。在轻微地震作用时，这些消能构件或消 能装置处于刚弹性状态，结构物具有足够的 侧向刚度以满足正常使用的要求；在强烈地 震发生时，随着结构受力和变形的增大，这 些消能构件和装

42、置率先进入非弹性变形状 态，产生较大阻尼，大量消耗输入结构的地 震能量，避免主体结构进入明显的非弹性状 态并迅速减小结构的地震反应，从而保护主 体结构在强地震中免遭损伤。 4 与传统抗震结构体系相比, 以结构减震 控制技术为主要设计依据的隔震、消能减 震结构体系的优势 （1）隔震、消能减震结构体系更为安 全。传统抗震结构体系的耗能依赖于主体结 构构件的弹塑性滞回耗能,允许结构本身及 构件在地震中出现一定程度的损坏，这将导 致结构构件的损伤破坏。同时,由于地震烈 度的随机变化性和实际抗震能力计算的误 差,结构的破坏位置和损坏程度难以控制， 特别是出现超强地震时，结构难以确保安 全。与此相比，由于隔震装置的水平刚度远 远小于上部结构的层间水平刚度，所以，上 部结构在地震中的水平变形从传统抗震结构 激烈的、由下往上不断加大的“放大晃动 型”变为隔震结构长周期、缓慢的、由下至 上比较均衡的“整体平动型”，从有较大的 层间变形变为仅有很微小的层间变形，从而 保证上部结构在强震中仍处于弹性状态，提 高了整体结构的安全性。同样的，消能减震 结构体系的耗能装置位置明确