楊 然 張文芳

(太原理工大學(xué)建筑與土木工程學(xué)院,太原 030024)

0 引 言

隔震技術(shù)通過在上部結(jié)構(gòu)和下部結(jié)構(gòu)之間設(shè)置柔性連接層,延長結(jié)構(gòu)振動的基本周期,并提供一定的阻尼,從而降低結(jié)構(gòu)的地震響應(yīng)。這一柔性連接層通常由隔震橡膠支座組成。隔震橡膠支座的水平剛度較小,可以通過剪切變形吸收地震動,并且只產(chǎn)生很小的地震反應(yīng),同時豎向剛度較大,可以支承結(jié)構(gòu)的重量而不產(chǎn)生過大的豎向變形。

天然橡膠支座屬于隔震橡膠支座的一種,由一層層薄鋼板和橡膠交替疊合而成。鉛芯橡膠支座(LRB)是另一種常見的隔震橡膠支座,其構(gòu)成與天然橡膠支座類似,只是在支座內(nèi)豎向插入了鉛芯。

各國學(xué)者針對隔震橡膠支座的力學(xué)性能,開展了廣泛的研究。朱玉華等[1]采用有限元分析的方法,研究了LRB支座水平剛度的影響因素。Jared和Gordon[2]通過試驗和有限元模擬,分析了天然橡膠支座和LRB支座的屈曲穩(wěn)定性,指出用重疊面積法計算出的臨界荷載過于保守,支座即使在大變形時,依然具有幾倍于理論計算出的豎向承載力。在最近的一項研究中,盧丹、劉文光等[3]系統(tǒng)地試驗了國產(chǎn)鉛芯橡膠支座的極限性能,發(fā)現(xiàn)LRB支座在發(fā)生400%～500%極限剪切變形后仍保持完好,但水平剛度出現(xiàn)了不同程度的退化,并且給出了LRB支座水平剛度退化率。然而,少有關(guān)于天然橡膠支座極限變形后水平剛度退化的試驗研究。

東日本大地震后,震害調(diào)查發(fā)現(xiàn),有15%的隔震結(jié)構(gòu)隔震裝置出現(xiàn)損傷,證明在實際地震下隔震支座會發(fā)生性能退化[4]。而隔震工程多位于震害嚴重的地區(qū),在使用年限內(nèi)遭遇多次地震的可能性極大,所以對于隔震橡膠支座性能退化的定量研究顯得極為重要。

本文通過選取兩種不同規(guī)格的天然橡膠支座,進行水平剪切試驗、極限剪切試驗和極限變形后的水平剪切試驗,研究天然橡膠支座極限變形后等效水平剛度的退化,并通過SAP2000 v14建立基礎(chǔ)隔震結(jié)構(gòu)數(shù)值模型,分析支座剛度退化對其地震響應(yīng)的影響。

1 支座試驗

1.1 試驗概況

試驗所用兩個天然橡膠支座有效直徑分別為490 mm和600 mm,記為1#和2#支座,鋼板均采用Q235。支座由太原恒晉減震科技有限公司制作,具體設(shè)計參數(shù)見表1。

表1支座設(shè)計參數(shù)

Table 1Design parameters of testing specimens

試驗加載設(shè)備為多功能電液伺服加載試驗系統(tǒng),包括25 000 kN壓剪試驗機、伺服液壓油源和配套的計算機數(shù)據(jù)采集與分析系統(tǒng)。最大水平推力±1 500 kN,最大位移±600 mm。試驗設(shè)備如圖1所示。

試驗內(nèi)容包括100%水平變形剪切試驗、300%以上水平變形極限剪切試驗和極限剪切變形后的100%水平變形剪切試驗。試驗依據(jù)國家標準《橡膠支座第1部分:隔震橡膠支座試驗方法》(GB/T 20688.1—2007)[5]中的有關(guān)規(guī)定進行。試驗采取位移控制加載,按第3個循環(huán)的試驗曲線計算100%水平變形下支座的等效水平剛度。加載波形為正弦波,頻率為0.01 Hz,具體試驗內(nèi)容見表2。

圖1 試驗設(shè)備Fig.1 Testing equipment

表2支座試驗內(nèi)容

Table 2Details of bearing tests

1.2 試驗結(jié)果及分析

兩個支座經(jīng)歷了極限剪切試驗后均完好沒有發(fā)生破壞,其中1#支座實際剪切應(yīng)變?yōu)?40%,2#支座實際剪切應(yīng)變?yōu)?90%,剪切位移偏差分別為-2.83%和-2.45%,符合國家標準對于剪切性能試驗中剪切位移偏差小于±5%的要求[5]。三個支座經(jīng)歷了極限剪切試驗前后的力學(xué)性能和g=±100%的滯回曲線如圖2和表3所示。通過比較可知,天然橡膠支座在極限變形后,出現(xiàn)了100%水平變形下支座等效剛度Keq100的退化,退化程度隨著最大歷史剪應(yīng)變γm的增大而增加,與文獻[3]中關(guān)于LRB支座屈服后剛度的試驗結(jié)果一致。對于天然橡膠支座,當發(fā)生340%和390%剪切變形后,其100%水平變形下的支座等效剛度分別下降12.4%和19.7%。

壓剪狀態(tài)下,即使支座僅發(fā)生小于300%的剪應(yīng)變,橡膠層也仍然存在超過1 MPa的較大局部拉應(yīng)力,從而導(dǎo)致橡膠內(nèi)部出現(xiàn)孔洞或開裂,產(chǎn)生剛度退化[6]。故剛度退化現(xiàn)象不僅發(fā)生在極限變形后,也可產(chǎn)生于經(jīng)歷較大剪切變形的情形。

圖2 極限變形前后100%水平變形試驗曲線比較Fig.2 Comparison of 100% horizontal deformation testing curves before and after ultimate shear strains

表3極限變形前后100%水平變形等效剛度比較

Table 3Comparison of 100% horizontal deformation equivalent stiffness before and after ultimate shear strains

由于可認為LRB支座鉛芯發(fā)生理想彈塑性變形,所以其屈服后剛度取決于橡膠部分的水平剛度[7]。本文的分析采取如下假定:

(1) 極限變形前后,LRB支座屈服后剛度Kd和天然橡膠支座100%水平變形下支座的等效剛度Keq100的變化規(guī)律相同,統(tǒng)稱為橡膠水平剛度Ke;

(2) 支座極限變形前后只有橡膠水平剛度Ke發(fā)生變化,Ke只與最大歷史剪應(yīng)變γm有關(guān);

(3) 忽略支座的黏性阻尼耗能,LRB支座的耗能通過塑性變形實現(xiàn)[8];

(4) 上部結(jié)構(gòu)僅考慮水平地震作用并保持在彈性范圍內(nèi)。

(1)

圖3 橡膠水平剛度退化與最大歷史剪應(yīng)變關(guān)系圖Fig.3 Correlation of rubber horizontal stiffness degradation and maximum historic shear strain

2 地震響應(yīng)分析

2.1 分析模型

基礎(chǔ)隔震技術(shù)適合于低層和多層建筑,且非隔震時結(jié)構(gòu)基本自振周期小于1s的隔震效果最佳[9],故本文研究采用6層的RC框架上部結(jié)構(gòu),各層層高均為3.3 m,如圖4所示。建筑場地類別為Ⅲ類,抗震設(shè)防烈度為8度,設(shè)計基本地震加速度為0.2g,設(shè)計地震分組為第一組,抗震設(shè)防類別為乙類。

圖4 結(jié)構(gòu)模型三維圖Fig.4 3D model of structure

上部結(jié)構(gòu)屋面恒載為6 kN/m2,樓面恒載為5 kN/m2;各層活載均為2 kN/m2?；炷敛捎肅30,縱筋采用HRB400,框架的梁、柱、板截面尺寸見表4。

表4框架截面尺寸

Table 4Sectional dimensions of frame

注:括號內(nèi)為隔震層梁板截面尺寸

本文采用有效直徑為500 mm天然橡膠支座和LRB支座混合對稱布置的方案,支座性能參數(shù)見表5,支座布置平面圖如圖5所示。共使用16個LRB支座和9個天然橡膠支座。采用SAP2000 v14計算出隔震后上部結(jié)構(gòu)總質(zhì)量為3 589 t,支座在重力荷載作用下的最大壓應(yīng)力為8.68 MPa,滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)[10]規(guī)定的乙類建筑小于12 MPa的限值。表6為隔震前后結(jié)構(gòu)的主要自振周期,前三階振型的質(zhì)量參與系數(shù)超過0.99,依次為X向平動、Y向平動和扭轉(zhuǎn)振型。

表5支座性能參數(shù)

Table 5Properties and characteristics of bearings

2.2 輸入地震動

本文選取了2條實際強震記錄和1條人工地震加速度時程,其中實際強震記錄來自美國太平洋地震工程研究中心(PEER),分別為1999年臺灣Chi-Chi地震CHY032臺站水平N方向的記錄(RSN3271)和1940年美國Imperial Valley地震El Centro Array #9臺站水平180方向的記錄(RSN6)。

圖6為3條地震波反應(yīng)譜與規(guī)范反應(yīng)譜的比較,由圖可見,所選用地震波的平均地震影響系數(shù)曲線與規(guī)范反應(yīng)譜的地震影響系數(shù)曲線相比,在隔震結(jié)構(gòu)主要振型周期點所在的2～3 s范圍內(nèi),地震影響系數(shù)偏差小于20%,滿足規(guī)范[10]規(guī)定的平均地震影響系數(shù)曲線和規(guī)范反應(yīng)譜地震影響系數(shù)曲線在統(tǒng)計意義上相符的要求。

圖5 支座平面布置圖(單位:mm)Fig.5 The layout of bearings (Unit:mm)

表6結(jié)構(gòu)前三階振型周期

Table 6The first three modal periods

圖6 反應(yīng)譜比較Fig.6 Comprison of response spectra

使用上述3條地震波對隔震結(jié)構(gòu)進行時程分析,與非隔震結(jié)構(gòu)的層間剪力比較,確定結(jié)構(gòu)的減震系數(shù)為0.44。使用上述3條地震波進行隔震結(jié)構(gòu)罕遇地震作用下彈塑性時程分析,得到橡膠支座最大拉應(yīng)力為0.03 MPa,小于規(guī)范[10]規(guī)定的1 MPa限值;隔震層位移最大值為244.35 mm,滿足文獻[10]規(guī)定的小于0.55倍支座有效直徑和內(nèi)部橡膠層總厚度的3倍;頂層絕對加速度為2.683 m/s2,上部結(jié)構(gòu)基底剪力為5 663.18 kN。

2.3 支座剛度退化

天然橡膠支座

(2)

LRB支座

(3)

表7為上述3條地震波不同峰值作用下支座位移包絡(luò)值,最大歷史剪應(yīng)變值和大變形前后剛度比值h。

表7支座剛度退化

Table 7Stiffness degradation of bearing

2.4 時程分析

使用經(jīng)歷不同等級地震作用后發(fā)生退化的支座等效剛度,進行罕遇地震作用下的時程分析,得到隔震層位移、頂層絕對加速度和上部結(jié)構(gòu)基底剪力的包絡(luò)值,以及該值與退化前罕遇地震作用下相應(yīng)值的變化率,如圖7-圖9所示。

由結(jié)果可知,支座剛度退化能夠降低罕遇地震下頂層加速度響應(yīng)和上部結(jié)構(gòu)基底剪力,但影響較小,經(jīng)歷地震動PGA為0.60g引起的支座剛度退化,對頂層加速度和上部結(jié)構(gòu)基底剪力的影響分別只有-3.58%和-3.91%。支座剛度退化能夠增大罕遇地震下隔震層位移響應(yīng),當經(jīng)歷地震動PGA不超過0.45g時,其引起的支座剛度退化造成隔震層位移增大幅度在10%以內(nèi);當經(jīng)歷地震動PGA大于0.45g,即支座最大歷史剪應(yīng)變超過300%時,其引起的支座剛度退化,將造成隔震層位移的明顯增大,增幅超過10%。

圖7 罕遇地震下隔震層位移比較Fig.7 Comparison of base displacements under rare earthquakes

圖8 罕遇地震下頂層加速度比較Fig.8 Comparison of roof accelerations under rare earthquakes

圖9 罕遇地震下上部結(jié)構(gòu)基底剪力比較Fig.9 Comparison of superstructure base shears under rare earthquakes

《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》( GB 50011—2010)[10]要求隔震結(jié)構(gòu)設(shè)計時,支座極限水平剪應(yīng)變小于300%。為了充分發(fā)揮支座的變形能力,設(shè)計人員通常盡量使罕遇地震下隔震層位移接近規(guī)范限值。所以,當隔震結(jié)構(gòu)遭受罕遇地震作用后,隔震橡膠支座應(yīng)及時更換,以免繼續(xù)使用導(dǎo)致隔震層位移響應(yīng)增大,可能引起隔震結(jié)構(gòu)傾覆或與擋土墻碰撞等問題。

3 結(jié) 論

(1) 天然橡膠支座在經(jīng)歷極限剪切變形后,支座100%水平變形下的等效剛度出現(xiàn)退化,退化程度隨著剪應(yīng)變的增加而增大。發(fā)生340%和390%剪切變形后,天然橡膠支座的100%水平變形等效剛度將分別下降12.4%和19.7%。

(2) 隔震橡膠支座剛度退化能夠降低基礎(chǔ)隔震結(jié)構(gòu)頂層加速度響應(yīng)和上部結(jié)構(gòu)基底剪力,但影響較小,經(jīng)歷加速度峰值為0.60g的地震動后,降幅分別為3.58%和3.91%。

(3) 隔震橡膠支座剛度退化能夠增大隔震結(jié)構(gòu)的隔震層位移,當支座發(fā)生超過308%剪應(yīng)變的剪切變形后,罕遇地震作用下隔震層位移增大幅度將超過9.8 %。