隔震橡膠支座剛度退化及其對地震響應的影響

楊 然 張文芳

(太原理工大學建筑與土木工程學院,太原 030024)

0 引 言

隔震技術通過在上部結構和下部結構之間設置柔性連接層,延長結構振動的基本周期,并提供一定的阻尼,從而降低結構的地震響應。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,并且只產生很小的地震反應,同時豎向剛度較大,可以支承結構的重量而不產生過大的豎向變形。

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,其構成與天然橡膠支座類似,只是在支座內豎向插入了鉛芯。

各國學者針對隔震橡膠支座的力學性能,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)地試驗了國產鉛芯橡膠支座的極限性能,發(fā)現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,震害調查發(fā)現,有15%的隔震結構隔震裝置出現損傷,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建立基礎隔震結構數值模型,分析支座剛度退化對其地震響應的影響。

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,具體設計參數見表1。

表1支座設計參數

Table 1Design parameters of testing specimens

試驗加載設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據采集與分析系統(tǒng)。最大水平推力±1 500 kN,最大位移±600 mm。試驗設備如圖1所示。

試驗內容包括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,具體試驗內容見表2。

圖1 試驗設備Fig.1 Testing equipment

表2支座試驗內容

Table 2Details of bearing tests

1.2 試驗結果及分析

兩個支座經歷了極限剪切試驗后均完好沒有發(fā)生破壞,其中1#支座實際剪切應變?yōu)?40%,2#支座實際剪切應變?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]。三個支座經歷了極限剪切試驗前后的力學性能和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變γm的增大而增加,與文獻[3]中關于LRB支座屈服后剛度的試驗結果一致。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%的剪應變,橡膠層也仍然存在超過1 MPa的較大局部拉應力,從而導致橡膠內部出現孔洞或開裂,產生剛度退化[6]。故剛度退化現象不僅發(fā)生在極限變形后,也可產生于經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只與最大歷史剪應變γm有關;

(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[8];

(4) 上部結構僅考慮水平地震作用并保持在彈性范圍內。

(1)

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

2 地震響應分析

2.1 分析模型

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

圖4 結構模型三維圖Fig.4 3D model of structure

上部結構屋面恒載為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構總質量為3 589 t,支座在重力荷載作用下的最大壓應力為8.68 MPa,滿足《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)[10]規(guī)定的乙類建筑小于12 MPa的限值。表6為隔震前后結構的主要自振周期,前三階振型的質量參與系數超過0.99,依次為X向平動、Y向平動和扭轉振型。

表5支座性能參數

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條地震波反應譜與規(guī)范反應譜的比較,由圖可見,所選用地震波的平均地震影響系數曲線與規(guī)范反應譜的地震影響系數曲線相比,在隔震結構主要振型周期點所在的2～3 s范圍內,地震影響系數偏差小于20%,滿足規(guī)范[10]規(guī)定的平均地震影響系數曲線和規(guī)范反應譜地震影響系數曲線在統(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結構前三階振型周期

Table 6The first three modal periods

圖6 反應譜比較Fig.6 Comprison of response spectra

使用上述3條地震波對隔震結構進行時程分析,與非隔震結構的層間剪力比較,確定結構的減震系數為0.44。使用上述3條地震波進行隔震結構罕遇地震作用下彈塑性時程分析,得到橡膠支座最大拉應力為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,上部結構基底剪力為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值,最大歷史剪應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構基底剪力的包絡值,以及該值與退化前罕遇地震作用下相應值的變化率,如圖7-圖9所示。

由結果可知,支座剛度退化能夠降低罕遇地震下頂層加速度響應和上部結構基底剪力,但影響較小,經歷地震動PGA為0.60g引起的支座剛度退化,對頂層加速度和上部結構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,當經歷地震動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;當經歷地震動PGA大于0.45g,即支座最大歷史剪應變超過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 罕遇地震下上部結構基底剪力比較Fig.9 Comparison of superstructure base shears under rare earthquakes

《建筑抗震設計規(guī)范》( GB 50011—2010)[10]要求隔震結構設計時,支座極限水平剪應變小于300%。為了充分發(fā)揮支座的變形能力,設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,當隔震結構遭受罕遇地震作用后,隔震橡膠支座應及時更換,以免繼續(xù)使用導致隔震層位移響應增大,可能引起隔震結構傾覆或與擋土墻碰撞等問題。

3 結 論

(1) 天然橡膠支座在經歷極限剪切變形后,支座100%水平變形下的等效剛度出現退化,退化程度隨著剪應變的增加而增大。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隔震結構頂層加速度響應和上部結構基底剪力,但影響較小,經歷加速度峰值為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構的隔震層位移,當支座發(fā)生超過308%剪應變的剪切變形后,罕遇地震作用下隔震層位移增大幅度將超過9.8 %。