近斷層地震作用下軟限位對層間隔震結構動力響應影響分析

韓 淼, 韓 蓉, 孟令帥, 杜紅凱

(北京建筑大學 北京未來城市設計高精尖創新中心 北京節能減排關鍵技術協同創新中心,北京 100044)

隔震技術主要依靠結構隔震層變形來減小上部結構的地震響應，但當遭遇遠場大震，或者含有長周期速度大脈沖的近斷層地震動[1]作用時，隔震層的變形過大，將導致上部結構與相鄰結構發生碰撞或隔震支座發生損壞，造成結構失穩破壞。

韓淼等[2-4]對基礎隔震結構隔震層位移過大提出軟限位保護隔震支座方案，即在隔震層設置緩沖限位保護機構。并進行了遠場大震作用下的基礎隔震限位振動臺模型實驗，對緩沖限位保護機構設計參數的選取原則和方法進行研究提出:①限位預留距離應以在發生多遇小震時，緩沖限位器與結構不發生軟碰撞為下限初始值；②限位剛度以將基礎隔震層變形限制在規范允許值最大值的限位剛度為下限初始值；③以基礎隔震層限位與上部結構減震需求為目標，對預留距離和限位剛度設計參數進行優化組合。

樊劍等[5]對近斷層地震動作用下摩擦型隔震結構與限位裝置的碰撞響應進行了研究，結果表明限位裝置在達到限位效果的同時，也增加了上部結構的層間剪力和加速度響應。趙桂峰等[6-7]對村鎮建筑帶限位裝置摩擦隔震體系的參數影響進行研究，給出了參數選取的合理取值范圍；對彈塑性緩沖限位與滯變-摩擦并聯隔震體系進行研究，通過建立相關運動方程，分析限位參數的設置對隔震層的影響，表明限位裝置與隔震裝置剛度比越大，隔震層最大位移控制效果越好，建議限位裝置剛度取隔震裝置剛度的一半。顏桂云等[8]提出在隔震層增設黏滯阻尼器，形成混合隔震方案，分析了其對隔震層的限位保護效果及其對隔震結構非線性反應的減震效果。韓淼等[9]進行了近斷層地震作用下基礎隔震限位振動臺試驗，驗證了軟碰撞限位能將隔震層變形控制在允許范圍內，但可能會增大上部結構響應。以上是近斷層作用下，對隔震層限位對基礎隔震結構體系地震響應的研究，隔震層限位對層間隔震結構體系地震響應的影響還有待研究。

本文將對近斷層地震動作用下，隔震層限位設計參數對層間隔震結構的隔震層與主體結構動力響應的影響進行研究。

1 試驗概況

1.1 試驗模型設計

以某5層鋼框架結構為振動臺模型試驗的原型結構，抗震設防烈度為8度，Ⅱ類場地，設計地震分組為第一組，開間方向3跨，進深方向2跨，跨度均為7.2 m，層高3.6 m。主梁采用H型鋼450×200×9×14，次梁采用H型鋼300×150×6.5×9，柱采用方鋼500×500×13，鋼材采用Q235鋼。底層、樓面和屋面的混凝土板厚依次為160 mm、100 mm和100 mm。隔震支座采用直徑為500 mm的疊層橡膠支座(LNR500)，水平剛度788 kN/m，共計12個。隔震層可以設置在結構任意層位置，以形成不同層間隔震結構體系。

考慮振動臺試驗條件限制，試驗模型開間和進深方向均取一跨，相似比取1∶8，柱采用角鋼∟56×8，梁采用10號槽鋼，柱凈高0.35 m，模型每層配重0.86 t。制作5個單層鋼框架，可將隔震支座設置在不同層，實現基礎隔震和層間隔震試驗。隔震層選用天然疊層橡膠支座GZP100，水平剛度為100 N/mm。試驗模型平面圖、立面圖,如圖1所示。

(a) 模型平面圖(mm)

(b) 模型立面圖

1.2 地震動記錄選取及試驗工況

表1 近斷層地震波特征參數

隔震層分別設置在基礎、一層、二層和四層。限位器選用鋼螺旋彈簧，共設計三種鋼螺旋彈簧限位器，剛度分別為200 N/mm、400 N/mm和600 N/mm，彈簧所用材料為65Mn鋼。限位預留距離取20 mm、30 mm和35 mm。同時進行了隔震非限位試驗，以便對比分析。

2 試驗模型數值模擬與試驗結果對比

2.1 數值模擬單元的選取

采用ABAQUS有限元軟件對試驗模型進行建模，梁柱單元采用B32[13]，采用雙線型模型考慮材料非線性，殼單元采用S4R5，賦予參考點質量來模擬樓層配重，采用連接單元來模擬隔震支座，采用彈簧單元 (spring)模擬鋼螺旋彈簧。

2.2 數值模擬結果與試驗結果對比

地震波1494fn作用下二層隔震限位、限位剛度600 N/mm、預留距離20 mm時，隔震層與主體結構層間位移時程曲線的數值模擬與試驗結果，如圖2所示。

(a) 五層層間位移時程曲線

(b) 四層層間位移時程曲線

(c) 三層層間位移時程曲線

(d) 二層層間位移時程曲線

(e) 一層層間位移時程曲線

(f) 隔震層位移時程曲線

由圖2可看出，1494fn地震波作用下，數值模擬與試驗的隔震層和樓層層間位移時程曲線吻合較好。時程曲線的峰值誤差均在15%以內，見表2；表明數值模型具有較高的計算精度。

表2 試驗模型數值模擬和試驗的隔震層最大位移誤差

其它工況的基礎和層間隔震限位，數值模擬與試驗的層間位移時程曲線吻合亦較好，由于篇幅有限，不再一一給出。

3 試驗原型結構數值模擬

3.1 原型結構自振周期

利用ABAQUS軟件對振動臺試驗原型結構建立非隔震，以及基礎、一層、二層、三層和四層隔震的數值分析模型。前三階自振周期見表3。由表3可見，隨隔震層上移，隔震結構自振周期減小，但均大于非隔震結構的自振周期。

表3 非隔震與隔震結構自振周期

3.2 近斷層地震波選取

選用振動臺試驗用的三條地震波作為輸入地震波，峰值加速度分別調幅為0.07 g(8度多遇)和0.4 g(8度罕遇)。

3.3 限位器的預留距離與限位剛度參數選取

《建筑抗震設計規范》[14]規定隔震支座水平位移限值，不應超過隔震支座有效直徑的0.55倍和支座內部橡膠總厚度3倍二者中的較小值，本試驗中隔震支座的位移限值為275 mm。

對基礎隔震和層間隔震結構分別輸入調幅后的近斷層地震波，得到8度多遇與罕遇地震作用的隔震層最大位移，見表4。由表4可見，地震波1494fn，1503fn罕遇地震作用下，基礎隔震和層間隔震的支座最大位移都出現超過規范限值的情況，須對隔震層進行限位，在隔震支座兩側設置限位器。

多遇地震時，隔震結構處于彈性狀態，限位器不應發生作用。預留距離的取值以多遇地震時橡膠支座的最大位移為下限。根據表4中多遇地震時的隔震支座最大位移，預留距離取值選為：50 mm、70 mm和90 mm。

限位器的限位剛度以罕遇地震作用下隔震層最大位移控制在規范允許范圍內的剛度為下限。經過試算，限位器剛度分別取隔震支座水平剛度的1倍、2倍、3倍、4倍、5倍和10倍。定義s為隔震支座水平剛度，則限位器剛度依次記為1 s、2 s、3 s、4 s、5 s和10 s。

表4 隔震支座最大位移/mm

3.4 分析工況設計

對5種隔震層位置、3條地震波、3種預留距離、6種限位剛度進行隔震層限位計算，同時進行隔震非限位計算，共進行285種工況數值模擬計算。為便于描述，基礎限位、一層限位、二層限位、三層限位和四層限位簡寫為jx、1x、2x、3x和4x，將“x”替換為“g”代表隔震不限位。如工況jx-50-2s表示：基礎隔震限位，限位預留距離為50 mm，一個限位器的剛度為一個隔震支座剛度的2倍(即隔震層的限位剛度為隔震層隔震支座水平剛度的2倍)。

下面對285種工況的數值模擬計算結果進行分析。由于篇幅有限，相同規律的工況僅給出代表性工況的計算結果，其他工況不再一一給出。

4 隔震限位對隔震層響應影響分析

(1) 隔震層水平位移時程分析

圖3為1494fn地震波作用，基礎隔震不限位及限位情況下，預留距離70 mm時隔震層位移時程曲線。限位剛度為2 s、4 s和10 s時，隔震層位移時程曲線與其他限位剛度時的變化規律一致，為便于觀察分析，未在圖中繪出。

圖4為1494fn地震波作用，基礎隔震不限位及限位情況下，限位剛度3 s時隔震層位移時程曲線。

圖3 基礎隔震在地震波1494fn作用下不同限位剛度的隔震層位移時程(預留距離70 mm)

圖4 基礎隔震在地震波1494fn作用下不同預留距離的隔震層位移時程(限位剛度3 s)

由圖3和圖4可知，同一地震波作用下，基礎隔震限位相對于非限位的隔震層位移時程曲線均出現相位提前的現象，這說明限位器發揮了限位作用，阻止隔震層位移繼續增大，并使得位移方向提前發生改變。限位情況下，當預留距離一定時，限位剛度越大，隔震層位移時程曲線峰值越小，相位提前越顯著；當限位剛度一定時，預留距離越小，隔震層位移時程曲線峰值越小，相位提前越顯著。

(2) 隔震層最大位移分析

圖5給出三條地震波作用下，基礎隔震限位的隔震層最大位移平均值。

(a) 隔震層最大位移均值隨預留距離變化

(b) 隔震層最大位移均值隨限位剛度變化

由圖5可知，隔震層水平位移最大值均小于規范允許值。

當限位剛度一定時，預留距離越小，隔震支座水平位移最大值越小，且減小幅度隨限位剛度的增加而增大。

當預留距離一定時，限位剛度越大，隔震支座水平位移最大值越小，且減小幅度隨限位剛度的增大而降低。

圖6為不同隔震層位置時各限位工況下的隔震支座最大位移分布，按是否超過規范限值對圖中數據點進行統計，結果見表5。由圖6和表5可知，隨著隔震層位置升高，隔震支座最大位移超過規范限值的概率減小，數據點分布逐漸集中在規范限值以下。表明隨著隔震層位置的升高，隔震支座最大位移呈減小趨勢。

圖6 不同隔震層的隔震支座最大位移分布

表5 不同隔震層時隔震支座最大位移占比

Tab.5 The ratio of the maximum displacement of the isolation bearing in the different isolation layers

隔震層最大位移/mm基礎隔震一層隔震二層隔震三層隔震四層隔震(0,275)86%93%93%98.2%100%[275,+∞)14.0%7.0%7.0%1.8%0

5 彈簧限位對層間隔震主體結構響應影響分析

5.1 彈簧限位對結構層間位移響應影響分析

《建筑抗震設計規范》規定多、高層鋼結構在多遇地震作用下彈性層間位移角限值為1/250，在罕遇地震作用下彈塑性層間位移角限值為1/50。雖然限位剛度越大，越能有效地將隔震支座水平位移限制在規范限值內，但考慮到限位剛度增大會對上部結構響應帶來不利影響，限位參數需要綜合考慮主體結構和隔震層的響應優化確定。

下面將對三條地震波作用下，預留距離70 mm的基礎和層間隔震限位結構層間位移角最大值均值進行分析，見圖7～圖11。

圖7 基礎隔震層間位移角包絡圖

(1) 基礎隔震

由圖7可知，基礎隔震限位和非限位時的層間位移角包絡圖呈D字形狀，層間位移角隨樓層的升高先增大后減小，最大層間位移角出現在二層。限位各層層間位移角均大于非限位，表明限位激發了上部結構響應。當預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，結構各層層間位移角逐漸增大，限位剛度以1 s遞增時，由0變為1 s，相比其他工況，層間位移角增加幅度最大。

(2) 一層隔震

由圖8可知，一層隔震限位和非限位時的層間位移角包絡圖呈D字形狀，層間位移角隨樓層的升高先增大后減小，最大層間位移角出現在三層，限位各層層間位移角均大于非限位，表明一層限位激發了結構響應。當預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，結構各層層間位移角逐漸增大，限位剛度以1 s遞增時，由1 s變為2 s，相比其他工況，層間位移角增加幅度最大。

圖8 一層隔震限位層間位移角包絡圖

(3) 二層隔震

由圖9可知，二層隔震限位和非限位時的層間位移角包絡圖，除在四層有個增大的凸起，總趨勢是隨樓層的升高而逐漸減小，最大層間位移角出現在一層。限位各層層間位移角均大于非限位，表明二層限位激發了結構響應。當預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，結構各層層間位移角逐漸增大，限位剛度以1 s遞增時，由0變為1 s，相比其他工況，層間位移角增加幅度最大。

圖9 二層隔震限位層間位移角包絡圖

(4) 三層隔震

由圖10可知，三層隔震限位和非限位時的層間位移角包絡圖呈S形狀，二層層間位移角最大，限位各層層間位移角均大于非限位，說明三層限位激發了結構響應。當預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，結構各層層間位移角逐漸增大，限位剛度以1 s遞增時，由0變為1 s，相比其他工況，層間位移角增加幅度最大。

圖10 三層隔震限位層間位移角包絡圖

(5) 四層隔震

由圖11可知，四層隔震限位和非限位時的層間位移角包絡圖呈D字形狀，二層層間位移角最大。結構一層、二層層間位移角，部分限位工況小于非限位工況。當預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，結構各層層間位移角逐漸增大，限位剛度以1 s遞增時，由1 s變為2 s，相比其他工況，層間位移角增加幅度最大。

圖11 四層隔震限位層間位移角包絡圖

5.2 限位對隔震結構頂層加速度響應影響分析

隔震限位工況下，隔震層和限位裝置發生碰撞，會導致主體結構加速度增大，過大的加速度會引起樓房內部人群的不適感。結構最大加速度一般出現在頂層，下面對頂層加速度進行分析。

三條地震波作用下的五層頂板加速度絕對值最大值均值，如圖12所示。由圖12可知，當預留距離一定時，隨著限位剛度的增加，頂層加速度呈增大的趨勢；當限位剛度一定時，頂層加速度隨預留距離的變化無明顯規律。

5.3 限位對結構響應影響的頻譜分析

利用SeismoSignal軟件對地震波1494fn作用下，jg、jx-70-1s、jx-70-3s工況的結構頂層加速度時程進行快速傅里葉變換，得到加速度傅里葉幅值譜，如圖13所示。由圖可知，基礎隔震時，傅里葉幅值譜在0.40 Hz附近有一個較大的峰值，結構第一自振頻率為0.39 Hz，說明基礎隔震時，結構以第一振型響應為主；限位后，傅里葉幅值譜中2 Hz附近的幅值增大，說明限位碰撞激發了結構高階振型的響應。對比圖13(a)與(b)，預留距離不變，隨著限位剛度的增大，激發的高階振型響應幅值增大。

(a) 頂板最大加速度均值隨限位剛度變化(預留距離70 mm)

(b) 頂板最大加速度均值隨預留距離變化(限位剛度3 s)

(a) jg與jx-70-1s工況結構頂層加速度傅里葉幅值譜

(b) jg與jx-70-3s工況結構頂層加速度傅里葉幅值譜

6 隔震限位結構損傷分析

根據結構在地震作用下的破壞程度，可以將結構的破壞狀態分為多個等級；《建筑抗震設計規范》將不同破壞狀態下的豎向構件分為四個等級：完好、輕微損壞、中等損壞和嚴重損壞，同時把最大層間位移角作為參考控制目標。鋼結構各等級所對應的最大層間位移角限值分別為1/300、1/200、1/100和1/55，建議層間隔震限位結構各性能狀態水平的層間位移角限值按表6取值。

表6 結構各性能要求的層間位移參考值

當隔震支座水平位移超過275 mm、支座拉應力最大值超過1 MPa或層間位移角超過各個性能狀態水平的量化限值時，均可認為結構受到損傷。隔震限位結構各工況下，隔震支座水平位移最大值、支座拉應力最大值和主體結構最大層間位移角數據，繪制在圖14中。

對圖14中數據按損傷狀態進行分析。

(1) 限位時，限位剛度越大，隔震支座水平位移超限概率越小，支座拉應力超限概率越大。

(2) 限位相對于非限位結構，主體結構受到損傷概率增大。限位時，隨著限位剛度的增大，主體結構損傷程度增大，對本文分析工況的主體結構破壞等級均在LS4之下，主體結構出現倒塌的概率較小。

(3) 通過隔震限位結構損傷分析可以進行限位剛度優選。對于本文分析結構選取的3個預留距離，限位剛度在2～4 s之間時，限位效果最好，既能保證隔震支座不發生損壞，防止結構傾覆，也能保證主體結構受到的損傷較小。

7 結 論

對近斷層地震動作用下，層間隔震限位的5層鋼框架振動臺模型試驗，利用有限元軟件進行數值模擬，驗證數值模擬精度。在此基礎上建立試驗原型結構的數值分析模型，進行285種工況的數值模擬計算，對限位效果和限位時隔震結構的動力響應進行分析，主要結論如下：

(1) 不同層隔震限位，預留距離一定時，隨著限位剛度的增大，隔震支座水平位移減小，層間位移角增大，頂層加速度增大。

(a) 隔震支座最大位移

(b) 隔震支座最大拉應力

(c) 結構最大層間位移角

(2) 不同隔震層限位，限位剛度一定時，隨著預留距離的增大，隔震支座水平位移增大。

(3) 非限位時，結構以第一振型響應為主。限位碰撞激發了結構高階振型的響應，隨著限位剛度的增大，激發高階振型的響應幅值增大。

(4) 限位剛度越大，預留距離越小，越能有效的限制隔震層水平位移。提出通過隔震限位結構損傷分析進行限位剛度優選的方法。對本文分析的3個預留距離，建議限位剛度取隔震層剛度的2倍～4倍。