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戴君武，柏文，周宝峰，刘荣恒
（1.中国地震局工程力学研究所地震工程与工程振动重点实验室，黑龙江 哈尔滨 150080；
2.地震灾害防治应急管理部重点实验室，黑龙江 哈尔滨 150080）
自20世纪90年代初第一座隔震建筑落成以来，以叠层橡胶支座应用为标志的现代建筑隔震技术在我国已有近30年的发展历程［1－5］。据不完全估计，截止到2022年9月，我国已经建成和在建的隔震建筑，包括住宅、学校、医院、办公、博物馆等各类隔震建筑总数应该已超过12 000栋，居世界领先地位。尤其是在2021年《建设工程抗震管理条例》（中华人民共和国国务院令第744号）发布实施以来［6］，隔震建筑建设总量更是突飞猛进，2021年下半年到2022年，尽管受疫情反复等不确定性因素的影响，全国新开工建设隔震建筑总量保守估计至少也在2 000栋以上。建筑隔震技术本身也经历了从实验室到实用化［7－10］，从普通橡胶支座［11－12］、铅芯橡胶支座［13－14］到高阻尼橡胶支座［15－16］，再到摩擦摆［17－20］以及复合三维隔震装置［21－25］的发展壮大，并走向为工程界和大众所接受的相对成熟技术的发展历程［26－30］。
然而，建筑隔震技术的发展也并非一帆风顺，也要经历地震的严酷考验。在2008年汶川8.0级特大地震、2013年芦山7.0级地震中［31－33］，当地隔震建筑成功地经受了破坏性地震的考验，成为过去十多年间推动隔震技术迅速发展并广泛应用的重要因素。与汶川特大地震、芦山地震中隔震建筑的关键隔震装置完全未遭受破坏不同，2022年9月5日发生的四川泸定6.8级地震，成为自20世纪90年代我国第1栋隔震建筑落成以来，第1次发现隔震支座和配套阻尼器装置在2栋不同隔震建筑中分别遭受破坏的案例。虽然汶川地震震级更大，但实际上，当时完全没有遭受破坏的甘肃陇南市武都区北山邮电局隔震住宅楼距震中较远，震中距约300 km。与之相比，2013年芦山地震中的芦山县人民医院隔震门诊楼距震中则相对较近，震中距约20 km，地震中主体结构虽保持基本完好但隔震构造遭到破坏。而此次泸定6.8级地震中，隔震支座和配套阻尼器分别位于磨西镇和燕子沟镇与磨西镇的交界处，震中距分别仅约为6.9 km和8.9 km，距震中更近。
地震发生以后，笔者参加了由中国地震局组织的工程震害科学考察工作，考察了此次地震6～9度影响区范围内泸定、康定两市共7栋隔震建筑，7栋隔震建筑的基本信息见表1。现场调查发现，其地震表现总体可以归纳为橡胶隔震支座破坏（表1中的1#楼）、隔震配套阻尼器破坏（表1中的2#楼）以及隔震构造破坏等3类现象。
表1 泸定6.8级地震6～9度影响区内7栋隔震建筑基本信息及地震表现Table 1 Basic information and seismic performance of the 7 isolated buildings during the Luding Ms6.8 earthquake
1.1 橡胶隔震支座破坏
建成于2016年的1#楼，是此次泸定6.8级地震影响区内靠震中最近的一栋隔震建筑，也是国内外首次发现隔震支座在地震中遭到严重破坏的隔震建筑。该建筑位于此次地震影响9度区，属典型的钢筋混凝土框架结构，按照第五代地震动参数区划图［34］，其设防烈度应为9度0.4 g，功能上既有办公又有宿舍，上部结构4层，未设电梯，隔震层设置于上部结构和基础之间，柱网布置为横4×纵8，每个柱底设置一只橡胶支座，全部采用橡胶隔震支座共计32只，包括布置在结构四周柱底直径600的橡胶支座20只、布置在内走廊柱底直径700的橡胶支座12只。
图1 表1中的1#楼隔震层橡胶支座破坏状态Fig.1 The damage details of the rubber bearings in the 1#building
1.2 隔震配套阻尼器破坏
此次泸定地震中，表1中的2#楼隔震层中与橡胶支座配套使用的黏滞阻尼器遭到严重破坏，成为减隔震建筑发展30年来国内外第一个地震导致隔震层配套阻尼器严重破坏的案例。该建筑位于燕子沟镇靠近磨西镇的交界处，位于此次地震影响的8度区内，其上部主体结构属典型的钢筋混凝土框剪结构，抗震设防烈度9度0.4 g，平立面较为规则，隔震层以上主体结构6层，标准层柱网布置为横4×纵12，隔震层柱网布置为横4×纵14，共设置54只直径1 100的橡胶隔震支座（LRB型46只、LNR型8只），沿结构2个主轴方向各布置黏滞阻尼器6只（VFD，设计阻尼力700 kN，设计位移600 mm），共12只。
调查发现，该建筑隔震层中的所有54只橡胶隔震支座震后全部保持基本完好状态，除少量边缘带铅芯LRB型支座存在一定的震后侧向残余变形外，未发现支座外观不均匀残余变形或裂缝。而隔震层中与橡胶隔震支座配套使用的所有12只黏滞阻尼器却遭到不同程度的破坏，如图2所示。其中沿结构横轴向布置的6只阻尼器中，有2只发生了阻尼杆屈曲破坏，其中1只阻尼器发生中部向下的受弯屈曲破坏，并致两端锚耳均发生向下翘曲变形。另1只阻尼器发生上端部连接板锚固破坏的同时，还在靠近上端位置发生了阻尼杆屈曲破坏。沿结构横向布置的另外4只和沿结构纵向布置的所有6只阻尼器，即所有12只阻尼器中的10只，均因端部连接板发生了不同程度的锚固破坏而失效。值得注意的是，所有发生锚固失效破坏的11只阻尼器的破坏位置，均发生在阻尼器上端与上部结构连接的锚固墩下端。与此形成鲜明对比的是，阻尼器与橡胶隔震支座基础墩台连接的下端连接均保持完好状态。
图2 表1中的2#楼隔震层配套阻尼器破坏状态Fig.2 The damage details of the rubber bearings in the 2#building
从11只阻尼器的上连接端板锚固破坏特点来看，大致分为3种形式：一是以每个上端板所属的所有15根锚筋根部与阻尼器连接端板之间的整齐断裂脱离为主，应属锚筋根部与端板之间的焊缝失效破坏；
二是端板锚筋裹挟锚固区混凝土整体拔出脱离锚墩的失效破坏，应属锚墩端部混凝土约束不足失效破坏；
三是上述2种破坏形式的过度状态，即锚墩下端在阻尼器的往复推拉作用下，发生了混凝土的正面局部拉压碎裂和锚墩在推力作用下的侧面斜向剪切裂缝。但所有10只未发生阻尼杆屈曲失稳的阻尼器上端连接的锚固失效破坏有一个共同特点，那就是与其下锚墩和发生了阻尼杆屈曲失稳破坏的2只沿结构横轴向布置的阻尼器的上锚墩尺寸相比，这10只上端连接板锚固失效的阻尼器的上锚墩截面尺寸明显偏小，横向尺寸仅约比阻尼器上端连接板略宽。较小的上锚墩尺寸一方面会导致因锚固不足产生的阻尼器端部连接破坏，并由于连接破坏塑性变形缓冲，使得不足以产生导致阻尼器屈曲的较大压力和速度条件；
另一方面即使端板锚固虽然没有完全失效，但也因上锚墩本身侧向刚度较小，难以产生足够大到致使阻尼器发生屈曲失稳的压力和速度条件。这或许正是这10只阻尼器仅发生端板锚固连接失效破坏，而阻尼器本体并未发生屈曲失稳破坏的主要原因。同样的原因，另外2只发生屈曲失稳破坏的阻尼器中，1只中部失稳的阻尼器则因上下两端锚墩的侧向刚度均足够大且锚固足够强，致使在阻尼杆发生拉伸变形后，上部结构反向运动时，阻尼器两端锚墩的相对运动产生了足以导致阻尼杆来不及回缩的速度和压力，致使阻尼杆瞬间发生中部屈曲；
剩余1只既发生了端部连接板锚固失效破坏、又产生了阻尼杆靠近端部屈曲的阻尼器，原因则是上连接端板首先因锚固不足，在上部结构产生较大侧向变形过程中，致使发生锚固受拉失效破坏且未完全脱离锚墩，而在随后的结构反向运动时，由于阻尼杆两端的锚墩刚度仍足够大，产生了足以导致阻尼杆来不及回缩的速度和压力，并超过了阻尼器的受压临界失稳条件，令其不得不发生屈曲破坏。
1.3 隔震构造破坏
应该说，隔震构造破坏问题早在10年前就已经暴露出来，典型的案例是芦山县人民医院门诊楼。该楼是汶川地震以后设计建造并于2012年投入使用的隔震建筑，位于芦山县城所在地芦阳镇，在2013年芦山7.0级地震中，该楼处于地震影响8度区边缘并靠近9度区的过渡地带，震中距约20 km，地震中其上部结构基本保持完好，与该医院内未采用隔震技术并在地震中完全丧失使用功能的其它5栋传统抗震建筑形成鲜明对比，成为我国隔震建筑接受地震检验的成功案例。然而当时该建筑所暴露出来的主体结构撞击周边散水盖板、隔震支座周边撞击围护墙、隔震沟挡墙等隔震构造破坏，以及由于瞬间撞击引起的建筑内墙装修局部瓷砖脱落、个别办公家具倾倒等没有导致严重破坏的问题，并未引起工程界足够的重视。此次泸定地震中磨西镇附近的2#楼，再一次暴露出较为突出的相邻建筑分隔缝封板连接撕裂、出入口台阶结构碰撞、散水盖板地面碰撞撕裂等隔震构造破坏问题，引起了多方关注。
实际上，通过对此次泸定地震灾区共7栋使用减隔震技术的建筑调查发现，如表1和图3所示，7栋隔震建筑均存在不同程度的影响隔震层功能正常发挥的隔震构造设计施工不当问题，如：（1）隔震层内隔墙或外维护墙沿隔震支座所在的柱边砌筑至梁底或板底、以致完全挡死隔震支座的自由活动空间；
（2）周边散水盖板地面硬化未预留伸缩隔离缝；
（3）隔震沟局部宽度不足或完全回填；
（4）穿越或进入地下隔震层的楼梯未设置上下隔离缝；
（5）室外后装疏散楼梯紧贴主体结构并固定于室外地坪且未设置足够的隔震层自由变形空间；
（6）与相邻非隔震建筑或建筑出入口的台阶分隔缝设置不当；
（7）穿越隔震层的各类管道均未设置可适应隔震层水平变形的柔性连接等问题普遍存在，导致地震时隔震装置不能正常启动、隔震功能难以得到完全充分发挥，当地震作用导致的上部结构产生较大反应时，即首先需要突破周边不当构造措施的束缚，以冲击碰撞的方式，迫使发生不应出现的隔震建筑周边地坪破坏、墙体和屋面连接破坏，甚至在较大的瞬间撞击作用下，导致建筑内部分填充墙裂缝、装修破坏，以及走廊内消防栓柜门、配电柜柜门打开，室内办公桌抽屉滑出，浮置在桌面的玻璃镜框摔落地面，浮置的消防气瓶水平移位，甚至室内精密敏感的医疗设备功能故障或破坏问题。可以说，因隔震构造措施不当，使得隔震建筑能够保证设防地震条件下正常使用功能设防目标的实现大打折扣。
图3 表1中的3#～7#楼存在的隔震构造问题Fig.3 The constructional problems of buildings 3#～7#in Table 1
从客观的角度看，上述分别出现在2栋不同隔震建筑中的橡胶隔震支座、隔震配套阻尼器严重破坏问题的发生，既与2栋建筑距震中较近（<10 km），场地地形较为特殊，对地震动有明显的放大作用，地震动较为强烈有关，也与分属2栋不同建筑的橡胶支座和黏滞阻尼器本身的产品实际性能和质量有关。
2.1 地震动特征
此次地震在2栋受损严重的隔震建筑附近的磨西镇中心，恰好有一个隶属于国家地震预警与烈度速报台网的烈度观测台，该烈度台震中距约7.3 km，位于表1中的1#楼和2#楼之间，基本上3点可连为一直线。1#楼位于该烈度台西南方向更靠近震中的位置，二者直线距离约1 km；
2#楼位于该烈度台的东北方向更远离震中的位置，二者直线距离约3 km。该烈度台的加速度记录数据（表2）可以作为1#和2#这2栋隔震建筑震害原因量化分析的基本依据。
表2 磨西镇中心烈度观测台地震动记录基本信息Table 2 Basic information of ground motion records observed in Moxi town
从表2可见，该烈度台记录到的EW向PGA达0.52 g，假设在此强度的地震动作用下结构隔震层已进入较强非线性耗能状态，系统水平向一阶振型的等效阻尼比假设为20%，在约<2.5 s的中短周期段上，EW向加速度反应谱值已大幅超过本地设防地震加速度反应谱值甚至达到罕遇地震反应谱的水平，如图4（d），但在2.5 s以后的较长周期段上3个分量的加速度反应谱值均迅速衰减；
EW向PGV达638 mm/s，如图4（b），速度时程呈明显的不对称脉冲特征，且其谱值在约0.7 s左右达到峰值后的较长周期段上一直维持较高水平，如图4（e）；
EW向PGD达127 mm，如图4（c），且3个方向记录分量的位移时程也均表现出非常突出的不对称单向脉冲特征，其反应谱值也分别都在1.5 s左右达到峰值后的长周期段上一直维持较高水平（如图4（f））。同时，从图4（d）所示的地震动UD向加速度反应谱（5%阻尼比）可以看出，在约0.04～0.1 s的短周期段上，加速度反应谱值达到了超过1.0 g的较高水平。
图4 磨西镇中心烈度观测台记录时程与反应谱Fig.4 Time histories and related spectra of the ground motion records observed in Moxi town
根据经验，假设表1中1#楼（上部结构4层）的水平向基本自振周期为2.5 s，2#楼（上部结构6层）的水平向基本自振周期为3 s，由该烈度台的速度和位移反应谱图可以判定，如果不考虑离震中更远的2#楼（震中距约8.5 km）所处场地的地震动衰减，也不考虑更靠近震中的1#楼（震中距约6.5 km）场地的地震动加强效应，1#楼和2#楼的上部结构EW向速度反应将分别高达812 mm/s和785 mm/s（如图4（e）），最大位移反应将分别达到约160 mm和161 mm（如图4（f））。
2.2 橡胶支座震害原因
1#楼橡胶支座尤其是直径为600的橡胶支座遭到严重破坏的原因，大致可以归结为一个外在原因和2个内在原因，外在原因是结构遭受的地震动作用大，内在原因是支座自身实有的抗变形能力或强度不足以抵抗所遭遇的地震动作用，即如下3个方面原因：
一是地震动的强烈作用结果，是外在原因。位于磨西镇中心的烈度台地震动记录分析结果表明，虽然此次地震产生的地震动强震持续时间较短，仅约不足8 s，EW向地面加速度峰值0.52 g也仅略超当地的抗震设防加速度9度（0.4 g）水平，但却在启动瞬间即分别在EW和NS这2个水平方向产生了单循环持时分别为1.56 s和0.86 s、PGV高达638 mm/s和457 mm/s的速度脉冲，以及持时分别为2.2 s和3.4 s、PGD达127 mm、109 mm的位移脉冲，这样的脉冲持时已经非常接近1#楼的结构基本自振周期，较大的EW向和NS向脉冲联合作用促使结构产生较大的水平位移和一定的转动位移，引起上部结构摇晃，并在橡胶支座内产生较大的快速弱扭转－剪切变形；
从加速度、速度和位移时程均可看出，地面UD向位移脉冲会引起结构的快速上下垂向位移，伴随而来的水平向EW、NS向脉冲，将进一步加剧上部结构摇晃，并有可能在分布于结构四周的边缘支座内产生较不利的拉应力。如果按经验假设该隔震结构的竖向一阶振型周期在0.1～0.2 s（5～10 Hz）之间，且假设其竖向振型阻尼比为5%，从图4所示反应谱可见，结构竖向加速度和位移反应谱值将分别达到1.0 g和2～8 mm；
如果设定600橡胶支座的竖向刚度为2 000～3 000 kN/mm，那么在结构自重静载作用下（面压一般控制在5～12 MPa之间）支座的压缩变形仅约为1 mm左右，地震作用产生的2～8 mm竖向位移必然引起支座内出现>5 MPa的较大竖向拉应力，显然该值已远超规范要求的支座设计拉应力<1.0 MPa限值的要求，使得边缘橡胶支座产生弱扭－强拉－剪切耦合破坏。如前所述，现场调查结果证明了这种破坏形式在靠近建筑平面端部和角部橡胶支座中的普遍存在。
2.3 隔震配套阻尼器震害原因
对高烈度区尤其是9度0.4 g设防区的近断层（距发震断层10.0 km以内）隔震建筑而言，单纯依靠橡胶隔震支座往往难以有效控制地震作用下的隔震层位移和减震效果，因此需要在隔震层中增加黏滞阻尼器以增大隔震系统附加阻尼，以有效降低上部结构地震反应，2#楼隔震层中所布置的12套黏滞阻尼器正是为此而设。遗憾的是，此次泸定地震中，这12套阻尼器均遭到了不同形式不同程度的破坏，现将破坏原因简析如下：
一是地震动的大速度脉冲作用。由图4（b）磨西烈度台记录的地面运动速度时程可见，EW向PGV高达638 mm/s，如果还是假设2#楼的上部结构2个水平主轴向自振周期均为3.0 s左右，如图4（e），其对应的反应谱值（20%阻尼比）即上部结构EW向速度反应峰值将高达785 mm/s，EW向即结构横轴向阻尼器将随之以最大785 mm/s的速度运动；
同时，NS向即结构纵轴向阻尼器将以最大446 mm/s的速度运动，如图4（e）。双水平向快速运动的结果是使上部结构分别在其横轴向、纵轴向产生幅值达161 mm和149 mm的位移反应并附加一定幅度的扭转位移反应。虽然12套黏滞阻尼器的设计位移均为600 mm，表面上完全可以满足上部结构侧向变形的需求，但从实际破坏模式来看，在上述峰值高达785 mm/s的速度脉冲作用下，其中11套阻尼器的锚固连接破坏证明，阻尼器在运动过程中产生的受拉阻尼力已超过端部连接板的实有极限锚固强度，致使锚墩截面较小的上端连接板锚固连接破坏；
同时，从结构横轴向的2套阻尼器屈曲破坏模式来看，在上部结构反向运动时引起的阻尼器受压过程中，上下端刚度足够大的较大尺寸锚墩使得这2套阻尼器受压变形得不到释放、实际产生的受压阻尼力超过了阻尼杆的受压屈曲失稳临界条件，而致其发生屈曲失稳破坏。
二是全部12套阻尼器的实有速度能力不足。如前所述，其中11套阻尼器的受拉过程引起的端部连接锚固破坏和2套阻尼器受压过程导致的阻尼杆受压屈曲破坏充分说明，2#楼隔震层所配套的这12套阻尼器的实际拉、压速度能力均达不到此次地震引起的上部结构速度反应需求。这在一定程度上说明，这12套阻尼器在安装前很有可能未进行过峰值800 mm/s级别的快速试验测试，而即使进行过相关测试，也是按照常规试验做法，从小速度做起、逐级加载至大速度，而绝非是直接以800 mm/s级别的大速度进行测试。实际上这种由小到大加载的测试方法与直接进行大速度级别的快速试验存在明显差别，那就是在前期的多组小速度级别的试验当中，已经通过反复摩擦润滑，把阻尼器的加工组装误差和阻尼介质引起的阻尼杆初始运动随机阻滞消除掉，而不经小速度试验直接进行的快速试验，则通常在前1、2个循环或前几个循环中需要首先克服上述随机阻滞误差，才能使阻尼器进入正常稳定工作状态。实际上这是阻尼器的标准测试方法，为获得阻尼器的稳定工作性能参数，通常需要舍弃快速试验前2个循环的数据，而从第3个循环开始作为其正常性能试验数据。但这样做的可能隐患在于，实际地震的发生，通常并不会给阻尼器从小到大逐级加载的“试验”机会，尤其是此次泸定地震产生的大速度脉冲作用特点，如图4（b）所示地面速度时程和图4（e）所示地面位移时程，更是直接将结构由静止加载到最大速度反应，没有给从2020年出厂到此次地震发生已经静置了2年之久的12只配套阻尼器留出足够“热身”的机会，导致其设计工作性能还没有来得及正常发挥、在其初始性能不稳定状态下即遭破坏失效。
综上所述，30年来，我国建筑隔震技术经历了从2008年汶川地震到2013年芦山地震、再到2022年泸定地震，震中距也是由远及近的3次大地震考验，既表现出了应有的减隔震效果，使得影响区内隔震建筑的上部结构都得以保持基本完好和正常的使用功能，肯定了隔震技术的良好减震性能；
同时，却也暴露出承担消能减震关键功能的隔震装置构件本身不应出现的严重破坏、隔震构造关联破坏等一些负面问题。从前述震害原因分析结果来看，固然不可避免地存在产品质量、管理监管等方面的问题，但从技术角度出发，主要还是应该从有关标准规范着手，以如何更有针对性地去适应随机发生却有规律可循的震动作用特征的需求、如何更为合理可行地去约束产品和设计施工质量开展研究工作。
如前所述，此次泸定地震所暴露出来的橡胶隔震支座和黏滞阻尼器严重破坏问题，实际本质上都反映出具备大速度脉冲特征的地震动作用下装置的可靠性问题。周知，地震的发生具有非常显著的突然性和随机性，而大速度脉冲是大量近断层地面运动的一个共性特征，从著名的1940年美国帝谷7.1级地震的El Centro记录到此次泸定地震的强震动记录，都表现出近断层附近地面运动几乎由短时微振突然快速进入大速度冲击剧烈振动状态的典型特征，如图4（b）、（c）。这种作用特征将促使结构构件尤其是承担主要消能减震作用的隔震装置来不及“热身”，而直接进入大速度耗能工作状态。而目前减隔震装置的形式检验、出厂检验以及施工现场安装前的抽样检验测试方法，都似乎没有专门针对性措施，这对事关能否在脉冲型近场地震动作用下正常发挥减震效能的减隔震装置各环节测试提出了新要求。
《橡胶支座第一部分：隔震橡胶支座试验方法》（GB/T 20688.1－2007）中，“最小加载频率为0.001 Hz”［27］的要求虽然可以满足大多数隔震装置生产厂家自有试验装置的加载能力目标，为出厂检验提供方便并降低检验成本，但却容易给工程实际应用留下隐患，并不适用于地震作用下的结构反应对隔震装置快速反应性能的需求；
“基准加载频率宜为0.5 Hz”的要求对于大多数隔震橡胶支座而言又明显偏高，因为实际上除少数早期建造的砖混或砌体结构隔震建筑以外，近年来以多高层钢筋混凝土框架、框剪以及剪力墙结构为主的隔震建筑的基本自振周期基本都控制在2.5～4.5 s（0.2～0.4 Hz）之间，显然把0.5 Hz作为基准检验频率也不够理想。而以“基准值宜取第3次循环的测试值”作为产品“实测”性能的要求，对上述大速度脉冲型近场地震动作用的适用性显然也值得商榷。实际上，《建筑消能阻尼器》（JG/T 209－2012）中关于黏滞阻尼器的试验方法虽然明确规定以结构基频为基准试验频率是合理的［28］，但也同样存在基准性能试验须由小位移到大位移逐级加载、以“第3个循环所对应的阻尼系数、阻尼指数作为实测值”的局限性，难以满足地震动脉冲作用特征需求的类似问题。
为解决上述问题，建议：（1）在隔震设计分析中，除不同设防水平对应的加速度、层间位移参数需要关注外，尚须给出隔震装置对应不同设防地震动加速度水平的最大速度反应，为隔震装置产品研发、生产、检验提供依据；
（2）同时，在有关标准中研究尝试增补隔震橡胶支座产品应用的目标建筑基频、速度2项参数作为基准检指标的测试方法是更为合理可行的；
（3）为适应近场地震动普遍存在的突然性大速度脉冲作用对隔震橡胶支座和黏滞阻尼器产品的快速反应需求，特别是针对近断层减隔震项目，十分有必要研究考虑将“第1次循环的测试值”而非“第3次循环的测试值”直接作为产品“实测”性能的可行性；
（4）从前述橡胶支座破坏原因的分析可知，也十分有必要将隔震橡胶支座的扭－拉－剪耦合试验检测方法纳入有关产品检验标准。
另外，为解决已建成多数在役隔震建筑中存在的隔震橡胶支座和配套黏滞阻尼器实有性能与设计参数的匹配性、隔震构造不当并存在影响隔震功能正常发挥的问题，应尽快开展专项调查整改；
为避免未来新建隔震建筑的隔震装置质量、隔震构造设计施工不当所可能带来的不必要的地震破坏损失及影响隔震建筑正常使用功能的问题，也十分有必要尽快细化完善相关隔震配套装置生产、设计、施工及验收标准规范，为建筑隔震技术的健康快速发展提供技术依据。
