屈曲约束支撑框架体系的研究进展

屈曲约束支撑框架体系的研究进展

3反复加载试验由于很多brb测试加载过程不同，因此很难比较不同类型brb的性能。由于BRB应用得越来越多,因此需要一个标准的反复加载试验方法。在美国,一个SEAOC和AISC的合作项目组编制了《关于屈曲约束支撑的规定(RecommendedProvisionsforBuckling-RestrainedBracedFrames)》,在其附录中列出了支撑及子系统试验的反复加载试验要求。其中关于加载过程的建议主要来自于Sabelli的工作,他对模拟建筑物进行了一系列非线性动力分析以确定BRBF的抗震要求。该规定要求有2个成功的反复加载试验,至少有一个是同时在支撑端部施加轴力和弯矩(框架扭转会引起支撑轴向和弯曲变形)的子系统试验。该规定要求每个测试的支撑需要有相应于1.5倍设计层间位移的延性,这一延性性能以反应值的平均值来表征。此外,该规定要求支撑的累积非弹性轴向变形要达到200倍的屈服变形。这一要求只适用于支撑试验,不要求用于子系统试验。定义Dby为第一个屈服点的轴向变形值,Dbm为相应于设计层间位移时的变形值,SEAOC-AISC加载过程为:1)相应于Dby变形的6个加载循环2)相应于0.5Dbm变形的4个加载循环3)相应于1Dbm变形的4个加载循环4)相应于1.5Dbm变形的2个加载循环5)相应于1Dbm变形的额外的加载循环,以满足支撑累积非弹性轴向变形达到140倍屈服变形的要求。计算Dbm时,设计层间位移不应小于0.01层高,Dbm不需大于5Dby。4制约屈曲支撑体系的性能4.1brb模型的建立目前BRB试验大多是单轴试验。最近,设计工程师逐渐重视对子系统的测试。子系统试验(SubassemblageTest)是将实际框架中的一部分,包括约束支撑,取出来进行试验。子系统试验的目的有:1)可以证明带支撑框架的各组件可以令人满意地适应设计的轴向变形和扭转;2)可以说明支撑构件本身的滞回特性与支撑在结构系统中的性能相似。Tremblay进行了一个子系统试验以测试一幢要承受各种地震作用的4层框架建筑中的V形BRB。图28是试验框架,图29为BRB的细部构造。热轧圆钢管的Pe被设计成芯板Py的2倍。芯板测出的屈服强度是52ksi(358.6N·mm-2),由四层聚乙烯膜包裹,每层膜厚0.2mm,使用四层膜是因为外层膜可能会在施工过程中损坏。芯板在端部被加宽并焊有加劲肋。加宽的板还和钢管的顶端焊在一起,以免屈曲约束机构与板产生相对滑动。2个3号钢筋可以防止在操作过程中砂浆碎裂。图30(a)中,支撑的滞回曲线非常稳定。V和Δ分别为侧向荷载和层间位移,下标y表示相应的屈服值。屈服后刚度在10%～15%弹性刚度范围内变化。Tremblay认为较高的屈服后刚度对在竖向均匀分配塑性变形非常有利。图30b是左侧支撑钢套管的反应。图形显示当框架被推向左侧(即Δ<0)时,在钢套管中有很大的轴向压力,Δ=-3Δy时,其轴向压力大约是钢板Py的15%。蔡克铨针对台北一幢33层办公楼抗震加固使用的BRB,进行了一个缩尺一半的反复加载子系统试验。图31是模型示意图及支撑与梁的连接节点。首先进行两个模拟地震动加载,然后按图32a进行加载。图32b为反应曲线,在第一个1%的侧移循环中,曲线是稳定的。在第二个循环中,一个支撑在钢管端部靠近支撑与梁连接节点的地方发生了屈曲。在反向加载过程中,另一个支撑在相似位置也发生了屈曲。试验表明,BRB的连接节点板一定要有合理设计和加强以避免发生图32c中的节点板屈曲破坏,为此,Nakamura建议平面外屈曲问题需要满足以下准则:Pe−trans=π2EItrans(KLb)2≥Cmax(9)Ρe-trans=π2EΙtrans(ΚLb)2≥Cmax(9)式中,Cmax是支撑内的最大压力;Itrans是支撑无约束非屈服段的平面外惯性矩;K是有效长度系数,可以偏保守地取1;Lb是图31b中定义的没有侧撑的连接段的长度。注意到式(9)右侧分母等价于将连接长度取为Lb而有效长度系数取为2。对于给定的轴向变形,单轴试验通常显示压力大于拉力,因而V形或反V形支撑框架上的梁要承受由此引起的不平衡的竖向力。然而,由蔡克铨进行的3个双管BRB子系统试验显示,根据单轴试验确定的这一不平衡竖向力可能是偏保守的。屈服钢板在不同侧移情况下平均轴向应变的对比显示于图33,受拉支撑中的应变值总是比受压支撑中的大。因为梁不是刚性的,蔡克铨认为压力和拉力的峰值有自平衡的趋势,因此减少了需要由梁承受的不平衡竖向力。为给加州大学伯克利分校一幢建筑的设计和施工提供技术支持,Aiken和López进行了3个大比例的子系统试验,包括一整层的梁、柱、支撑,目的是研究框架扭转的影响。试验1是反V形支撑,试验2和试验3改为对角支撑(图34)。按照SEAOC-AISC规定的加载模式,最大层间位移为2%。在试验1中,各组件的表现很好,但是支撑和柱的连接节点板、柱脚和梁柱的抗弯连接出现了屈曲。试验2换下了试验1中的节点板,新节点板用单面熔透焊缝与框架连接。焊接背衬板未从焊缝上拿掉。当支撑受压产生1.7%侧移时,支撑上端的节点板与柱的熔透焊缝出现一个裂缝(图35a)。到2.6%侧移时,该裂缝的长度扩展到2in(50.8mm)。同样在2.6%侧移且支撑受拉时,节点板的自由边出乎意料地发生了屈曲(图35b)。试验显示支撑表现良好,可以承受框架的扭转变形,且未对轴向承载力有不利影响。然而,焊缝开裂和节点板屈曲显示,对BRBF的滞回性能还需要有更深入的了解。美国汪家铭提出单独对支撑-节点板施加轴向和扭转变形的试验方法。图36a是加州大学圣地亚哥分校的一个振动台试验,图中的支撑一端连在反力墙上,另一端连在振动台的固定支座上。图36b和图36c是振动台的输入波,该输入波根据SEAOC-AISC标准加载模式确定,但做了一些改动以验证试件更高的变形要求和进行低周反复疲劳试验。图36d是典型的滞回反应。图36e显示支撑可以耗散可观的能量,累积非弹性轴向变形比文献中的轴向试验要求的值还高。4.2brbf分析Clark将一个三层韧性抗弯框架SMRF(SpecialMoment-ResistingFrame)与一个重新设计的BRBF进行了抗震性能比较。BRBF的设计按1994年UBC规范中对偏心支撑框架的等效侧向力规定进行。研究发现重新设计的BRBF大概减少了结构一半的用钢量。两个框架都用静力pushover方法进行分析,图37显示BRBF的侧向刚度更大。因为SMRF的设计是由侧移(即侧向刚度)而不是由强度来控制的,屈曲约束框架的屈服后强度比规范要求的小很多。图38比较了三个地震动作用下的最大变形。ElCentro波的地震加速度峰值(PGA)为0.52g,Taft的PGA为0.51g,JMAKobe的PGA为0.83g。屈曲约束框架的最大顶层侧移大概是抗弯框架的50%～70%。Sabelli对BRBF和传统支撑框架的抗震性能进行了分析,他分别假设了一个位于洛杉矶的三层和六层的建筑,带反V形支撑,用等价侧向力进行设计(FEMA),特别查验了这类框架可能存在的问题,如薄弱层的存在。假设R(地震力折减系数ResponseModificationFactor)值为6或8,系统的超强度系数Ωo(OverStrengthFactor)取2。确定A36钢材的支撑截面积时,其误差不超过需要面积的2%。假定在支撑中心线长度70%范围内发生屈服及非屈服区的截面面积是屈服区的3～6倍,并以此计算支撑刚度。为便于建模,第二阶段的屈服后刚度设为0。假设受压支撑的强度比受拉支撑高10%。Sabelli采用20个地面水平加速度记录进行了非线性时程分析。6层框架R值取8,地震记录设为50年内的超越概率为10%,其最大楼层位移如图39所示。层间位移中值为1.6%,均值加一倍方差为2.2%。当与其他框架的相同值进行比较时,Sabelli得出结论,BRBF的性能通常比采用传统中心支撑框架和抗弯框架更好。该研究还得出以下结论:首先,结构反应对R值不敏感;其次,平均残余变形约为最大变形的40%～60%(图40);第三,支撑韧性要求与楼层位移的变化方式一致;第四,对梁进行加强以减少梁跨中的竖向位移,这一做法对建筑的最大层间位移几乎没有影响,但是,增加梁的刚度会显著减少支撑的最大和累积韧性。由图40可知,虽然BRBF有很好的能量耗散性能,但由于支撑的屈服后刚度低,因此框架体系在大震后的残余变形较大,震后修复的成本会很高。汪家铭利用双重体系(DualSystem)的原理,在Sabelli研究模型中,加入备用抗弯刚框架(BackupMomentFrame),其平面布置和立面图如图41所示。其原理是BRB屈服后,备用抗弯刚框架仍在弹性范围变形,因此经历地震后,备用抗弯刚框架可恢复的弹性变形有可能帮助整个框架回复到原始位置附近,以减小框架的残余变形。模型的设计参数和地震输入均与Sabelli的模型一致。用DRAIN-2DX进行分析的结果显示,采用备用抗弯刚框架对结构的自振周期影响很小。图42是残余变形对比的结果,从图中可以看出,双重体系框架(Dual)比支撑框架(BF)的变形性能有一定改善。3层框架的最大层间侧移由0.0094降为0.0078,各层间侧移平均下降17%;6层框架的最大层间侧移由0.012降为0.010,平均下降20%。蔡克铨进行了一个三层三跨BRBF足尺模型抗震试验。模型(图43a和b)柱距7m,层高4m,梁上有2.15m宽的混凝土板模拟组合梁。只有两侧的梁柱为刚性连接,外侧的柱为矩形钢管混凝土(CFT),内侧为圆形CFT。钢材均为A572GR50,屈服强度350MPa。一层的BRB为双管全钢支撑,二层的BRB是新日铁提供的产品(无粘结支撑UB),三层的BRB参见文献。与支撑相连的梁满足能力设计原理,并考虑支撑的应变硬化效应和由于V形BRB拉、压力不平衡在梁上引起的竖向力的影响。用拟动力加载模式模拟地面运动,地震输入为99年集集地震、89年LomaPrieta,加速度峰值在50年内的超越概率分别为50%(50/50)、20%(20/50)、10%(10/50)。框架和BRB在试验中都表现良好,但在进行第一个试验时(50/50),第一层的一个节点板发生了平面外屈曲(图44a),因此按图44(b)在节点板上焊接加劲肋进行加固。在接下来的试验中(10/50),框架表现良好。但第一层柱—支撑连接中的节点板在2/50试验中屈曲,因此在进行新的试验之前,又对节点板进行了加固。图45是各支撑的滞回曲线,图46是不同地震输入下的能量耗散状况,可以看出BRB耗散了大部分楼层吸收的能量。在地震输入10/50时,最大层间位移不到0.02rad,地震输入20/50时,最大层间位移小于0.025rad。5lopez的建议日本的BRB在设计中被用作耗能支撑,但是没有专门的设计规定。因为BRB主要用于多高层建筑,日本要求这类建筑的设计必须满足日本建筑规范的要求,需要进行非弹性时程分析。在美国,由SEAOC-AISC合作小组完成的《关于屈曲约束支撑的规定(2001)》提出了BRBF抗震设计的基本要求,López对分析和设计的方法也做了如下建议:1)确定约束屈曲支撑板材的材料特性和支撑的应力-应变关系;2)确定系统反应参数。目前发布的规范没有专门提供BRBF的设计参数,文献列出了一些按最近研究成果确定的值;3)对支撑进行分析确定承受荷载的要求;4)按文献的规定确定约束屈服钢构件的截面面积;5)按Demand-CapacityRatios验算约束屈服构件的截面面积,该比值沿着建筑的竖向分配应尽量均匀,以防止出现薄弱层。当此比值在竖向分配不均匀时,需要进行非线性分析;6)确定套筒的尺寸。目前一般选用厂家推荐的最小惯性矩,或者根据式1)定义的Pe/Py的值至少为1.5来估计;7)选择梁的尺寸以满足强度和刚度要求;8)选择柱的尺寸以满足强度和刚度要求;9)确定在设计层间位移条件下支撑可能会产生的应变;10)确定支撑在设计应变时的最大内力Pmax。按Pmax设计支撑连接。校核式9)以避免出现图35c中的节点板屈曲破坏。6轴向变