人字形无黏结内藏钢板支撑剪力墙拟静力试验研究_丁玉坤
一种测试剪力钉力学性能的拟静力试验装置[实用新型专利]
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专利名称：一种测试剪力钉力学性能的拟静力试验装置专利类型：实用新型专利
发明人：史俊,徐略勤,熊柏林,鲁小罗,李静文,陶源
申请号：CN201821661570.5
申请日：20181012
公开号：CN209231130U
公开日：
20190809
专利内容由知识产权出版社提供
摘要：本实用新型公开一种测试剪力钉力学性能的拟静力试验装置，包括水平设置的锚固底座，锚固底座两边垂直焊接承压板，承压板内放置试件，试件顶部连接T型加载钢板，T型加载钢板上设置螺栓孔，通过螺栓孔连接拟静力加载系统MTS对试件施加横向均布荷载，承压板上设有通孔，限位压杆穿过通孔，承压板与试件之间设置楔形钢块，锚固底座与承压板连接处还设有若干加劲肋；本实用新型装置设计简单，制作方便，灵活性强，不占用实验场地，同时通过该装置能将剪力钉试件与拟静力加载系统MTS配套使用，模拟地震荷载对试件进行力学性能测量试验，从而获取剪力钉在横向均布荷载作用下的荷载‑位移滞回曲线。
申请人：重庆交通大学
地址：400000 重庆市南岸区学府大道66号
国籍：CN
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防屈曲支撑_普通和特殊中心支撑钢框架结构抗震性能分析
第11卷第5期2009年10月建 筑 钢 结 构 进 展Progress in Steel Building Structures Vol.11No.5 Oct.2009收稿日期:2008-09-03;收到修改稿日期:2009-01-07基金项目:国家自然科学基金重大项目(59895410);国家科技支撑计划多高层钢结构抗震设计与计算中的若干关键技术研究(2006BAJ 01B02201204)作者简介:张耀春(1937-),男,博导,教授,主要从事钢结构稳定、冷弯薄壁型钢结构、高层民用建筑钢结构以及薄壁组合结构的研究工作。
E 2mail :Ych_Zhang @ 。
丁玉坤(1979-),男,博士研究生,主要从事钢结构方面的研究工作。
防屈曲支撑、普通和特殊中心支撑钢框架结构抗震性能分析张耀春,丁玉坤(哈尔滨工业大学土木工程学院,哈尔滨 150090)摘 要: 基于考虑人字形防屈曲支撑屈服后超强和几乎不再对被撑梁提供竖向支点作用这两个因素,本文提出了采用该种支撑的钢框架结构的设计方法,并分别对采用普通及特殊中心支撑和防屈曲支撑的框架结构的抗震性能进行了对比分析。
结果表明,虽然防屈曲和特殊中心支撑框架结构的层间侧移总体上大于普通中心支撑框架结构,但前者的基底剪力却大大低于后者。
罕遇地震下,三种结构中的柱子基本保持弹性,普通和特殊中心支撑出现了大幅的平面外失稳,而防屈曲支撑在拉压作用下均进入屈服耗能。
三种结构中被撑梁的最大挠度在支撑屈服或失稳前后分别出现在撑点两侧和撑点位置。
屈服后的防屈曲支撑几乎不产生对被撑梁竖直向下的不平衡剪力,而失稳后的普通和特殊中心支撑则对被撑梁产生较大的不平衡剪力。
关键词: 防屈曲支撑;无粘结内藏钢板支撑剪力墙;支撑框架;普通中心支撑;特殊中心支撑;地震反应分析中图分类号:TU 313 文献标识码:A 文章编号:1671-9379(2009)05-0008-08Seismic Re sponse Analysis Steel Frame s Braced with Buckling 2Re strained ,Ordinary and Special Concentrically Brace sZ H A N G Yao 2chun ,D I N G Yu 2k un(School of Civil Engineering ,Harbin Institute of Technology ,Harbin 150090,China )ZHAN G Yao 2chun :Y ch_Zhang @Abstract : Based on t he fact s of overst rengt h of t he postyield chevron buckling 2rest rained brace (BRB )due to t he strain 2hardening effect and almost wit hout vertical support for t he braced beam by t his brace ,a met hod for design of t he frame wit h buckling 2restrained braces (BRBF )is proposed in t his paper.Furt hermore ,a seismic response analysis has been carried out on t he special concentrically braced frame (SCBF )and t he ordinary concent rically braced frame (OCBF )to compare t he aseismic performance of t he BRBF.The analysis reveals t hat ,alt hough t he story drift of t he BRBF and SCBF are slightly larger t han t hose of t he OCBF ,t he first story shear forces of t he former are greatly smaller t han t hose of t he latter.Under severe eart hquakes ,columns in t hree kinds of t he structures remain elastic.For most OCBs and SCBs ,t he out 2of 2plane flexural buckling occurs.Whereas ,t he buckling 2restrained braces can yield in bot h tension and compression ,exhibiting better energy dissipation capacity.The maximum vertical deflection of t he beam connected by t he braces occurs in t he segment s of beam between t he column and braced point s before t he braces yielding or buckling ,whereas at t he braced point s after t he braces yielding or pared wit h t he larger vertical shear forces from t he braces to t he braced beams in t he OCBF or SCBF after t he braces buckling ,smaller such shear forces occur in t he BRBF after t he braces yielding.第5期防屈曲支撑、普通和特殊中心支撑钢框架结构抗震性能分析K eyw ords : buckling 2restrained brace ;unbonded steel plate brace encased in reinforced concrete panel ;braced frame ;ordinaryconcentrically brace ;special concentrically brace ;seismic response analysis 设计合理的防屈曲支撑(BRB )[1～3]可避免受压失稳,在拉压作用下均能进入屈服,具有较好的耗能能力。
无粘结十字加劲钢板剪力墙结构抗剪性能分析
ＡＮＡＬＹＳ Ｉ Ｓ ＯＮ Ｓ Ｈ ＥＡ Ｒ ＰＥＲＦＯ ＲＭ ＡＮＣＥ ＯＦ ＵＮ ＢＯＮ ＤＥＤ ＣＲＯ Ｓ Ｓ — ＳＴＩ ＦＦＥＮＥＤ Ｓ ＴＥＥＬ ＰＬＡＴＥ Ｓ Ｈ ＥＡＲ Ｗ ＡＬＬ
Ｎｉ ｎ ｇ Ｚｉ ｊ Ｊ ａ ｎ Ｈａ ｏｎ ｇ Ｗｅ ｉ ｈ ｕｉ Ｂａ ｉ Ｒｕ ｉ
ｓ ｈ ｅ ａ ｒ ｗａ ｌ １（ ＵＣＳ － Ｓ ＰＳ Ｗ ） ，ａ ｎ ＡＢＡＱＵＳ ｆ ｉ ｎ ｉ ｔ ｅ ｅ ｌ ｅ ｍｅ ｎ ｔ ｍｏ ｄ ｅ １ ｏ ｆ ｏ ｎ ｅ — ｓ ｔ ｏ ｒ ｙ ｏ ｎ ｅ － ｓ ｐ ａ ｎ ＵＣＳ － Ｓ ＰＳ Ｗ ｗａ ｓ ｅ ｓ ｔ ａ ｂ ｌ ｉ ｓ ｈ ｅ ｄ ｉ ｎ
宁子健 ， 等： 无 粘 结 十 字加 劲 钢 板 剪 力 墙 结 构 抗 剪 性 能 分 析
无粘 结 十 字加 劲 钢板 剪 力墙 结构 抗 剪 性 能分 析 ＊
宁子健 郝 际平 于金 光 钟 炜辉 白 睿
（ 西 安 建 筑 科 技 大学 土木 工程 学 院 ， 西 安 ７ １ ０ ０ ５ ５ ） 摘 要 ： 十 字 加 劲 钢 板 剪 力 墙 已被 试 验 证 明 是 优 秀 的抗 侧 力耗 能构 件 ， 但 加 劲 构 件 与 内嵌 钢 板 无 粘 结 时 ， 其 对 内嵌 钢 板 的 作 用 尚 需进 一 步研 究 。利 用有 限 元 分 析 软 件 ＡＢ ＡＱ ＵＳ ， 对 单 层 单 跨 无 粘 结 十 字 加 劲 钢 板 剪 力 墙 结 构 的 抗 剪性能进行数值模拟 ， 分析在水平荷载作用 下， 构 件 的 受 力 破 坏 特 征 及 抗 剪 性 能 。研 究 表 明 ， 无 粘 结 十 字加 劲 钢 板 剪 力 墙 结 构 具 有 良好 的延 性 及 抗 剪性 能 ， 内嵌 钢 板 能承 担 更 多 的 剪 力 ， 对 周 边 框 架 不 利 作 用 的 降低 幅 度 与 传 统 十
第四章 拟静力实验
第四章拟静力试验4.1概述4.1.1含义拟静力实验方法是目前研究结构或构件性能中应用广泛的一种实验方法。
采用一定的荷载控制或变形控制对试件进行低周反复加载，使试件从弹性阶段直至破坏的一种实验方法。
是使结构或结构构件在正反两个方向重复加载和卸载的过程，用以模拟地震时结构在往复振动中的受力特点和变形特点。
这种方法是用静力方法求得结构振动时的效果，因此称为拟静力试验，或伪静力试验。
4.1.2实验目的进行结构拟静力实验的主要目的主要为以下三部分♦恢复力模型（如图4-1）：通过实验所得的滞回曲线和曲线所包围的面积求得结构的等效阻尼比，衡量结构的耗能能力，同时还可得到骨架曲线，结构的初始刚度及刚度退化等参数，相当于结构的物理方程；♦抗震性能判定：从强度、刚度、变形、延性、耗能等方面判断和鉴定结构的抗震性能；♦破坏机制研究：通过实验研究结构构件的破坏机制，为改进现行结构抗震设计方法及改进结构设计的构造措施提供方法和依据。
图4-1 结构恢复力模型4.1.3拟静力实验特点拟静力试验的优点：该实验的加载速率很低，因此由于加载速率而引起的应力、应变速率对实验结果的影响可以忽略，更重要的是这种实验可以最大限度的的利用试件提供各种基本信息，例如：承载力、刚度、变形能力、耗能能力和损伤特征等，但不能模拟结构的地震反应过程。
拟静力实验方法可用于获取构件的数学模型，为结构的计算机分析提供构件模型，并通过地震模拟振动台实验对结构模型参数做进一步的修正。
可以在试验过程中随时停下来观察结构的开裂的破坏状态；便于检验校核试验数据和仪器的工作情况；并可按试验需要修正和改变加载历程。
存在的不足：试验的加载历程是事先由研究者主观确定的，与地震记录不发生关系；由于荷载是按力或位移对称反复施加，因此与任一次确定性的非线性地震反应相差很远，不能反映出应变速率对结构的影响；拟静力实验控制软件还比较欠缺，大多数还是人工控制或半自动控制，与设备的发展不相适应。
墙板内置无黏结支撑钢框架滞回性能数值模拟
墙板内置无黏结支撑钢框架滞回性能数值模拟丁玉坤;邹学粉;张文元;宋罕宇;李达明【摘要】为深入研究梁柱节点形式、加强方式等对墙板内置无黏结支撑钢框架结构滞回性能的影响,对3个结构试验进行了数值模拟.基于墙板内置支撑构件滞回性能的试验研究,确定出了体现往复作用下支撑钢材强化特性的参数取值.总体上,数值分析得到的结构滞回曲线、构件的屈服或局部屈曲机制等均与试验结果较一致,试验和模拟中支撑分别在层间侧移角约1/463～1/350和1/416～1/305范围内发生屈服,框架在1/50层间侧移角之前塑性发展较少,结构的延性和耗能能力良好,实现了结构1/50侧移角内主要利用支撑屈服耗能的设计意图.1/30侧移角内,框架承载力出现退化前,梁柱刚接结构的骨架曲线呈三折线,可分别由支撑和框架的两折线骨架曲线叠加得到;梁柱铰接的结构在破坏前骨架曲线呈双折线,框架塑性发展甚少.梁端补贴钢板加强后梁端塑性区外移,确保了梁柱刚接节点的强度和框架稳定耗能.人字形支撑铰接框架中一根支撑较早局部破坏后被撑梁大幅弯曲屈服,整个结构的抗侧承载力未出现退化.给出了采用梁、杆单元简化模拟墙板内置支撑钢框架结构滞回性能的方法.【期刊名称】《哈尔滨工业大学学报》【年(卷),期】2018(050)012【总页数】9页(P141-149)【关键词】墙板内置支撑钢框架结构;防屈曲支撑;墙板内置无黏结钢板支撑;滞回性能;数值模拟;局部破坏【作者】丁玉坤;邹学粉;张文元;宋罕宇;李达明【作者单位】结构工程灾变与控制教育部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;土木工程智能防灾减灾工业和信息化部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;结构工程灾变与控制教育部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;土木工程智能防灾减灾工业和信息化部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;结构工程灾变与控制教育部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;土木工程智能防灾减灾工业和信息化部重点实验室(哈尔滨工业大学),哈尔滨150090;中国建筑上海设计研究院有限公司,上海200063;中国建筑上海设计研究院有限公司,上海200063【正文语种】中文【中图分类】TU393墙板内置无黏结钢板支撑[1-6](简称墙板内置支撑)即文献[3]中提及的无黏结内藏钢板支撑墙板，实质是一种采用墙板做为约束构件的防屈曲支撑[1](buckling restrained brace)，墙板可兼做隔墙.墙板和内置支撑间敷设无黏结材料或留置空隙，使支撑能在墙板孔壁内自由伸缩和尽可能承担全部的轴力，外部墙板基本不分担轴力，仅为内置支撑提供侧向约束.墙板内置支撑可做为中心支撑用于支撑钢框架结构中[3].目前的应用中，墙板采用钢筋混凝土制成[1-3].文献[2]对钢筋混凝土内置无黏结支撑钢框架结构的试验研究表明，由于钢筋混凝土墙板的受弯开裂和冲切破坏，严重劣化了墙板内置支撑钢框架结构的滞回性能.为防止钢筋混凝土墙板的脆性冲切破坏，文献[4-5,7]对墙板采用双层闭口型钢板-混凝土组合墙板以及组装墙板的新型墙板内置无黏结支撑的拟静力试验均表明，构造合理的新型墙板内置支撑可避免墙板的局部冲切破坏，获得较好的延性和耗能能力.然而，当用于结构中时，上述新型墙板内置支撑能否仍然发挥其较好的抗震性能则不仅与支撑自身性能有关，而且与支撑与钢框架的连接方式、钢框架的构造等因素有关.为探讨采用新型墙板内置支撑的中心支撑钢框架结构的合理构造等问题，文献[6]对墙板内置单斜形或人字形钢板支撑、梁柱节点刚接或铰接的3个墙板内置支撑钢框架结构进行了拟静力试验研究.但因试验量测内容和获得的数据有限，不能全面考察墙板内置支撑钢框架结构的滞回性能和主要构造对结构受力性能的影响. 除了试验研究，近年来学者开始尝试采用有限元分析来研究结构的抗震性能.为了提高计算效率，直接采用梁单元模拟钢框架[6,8]，将防屈曲支撑采用杆元模拟[6,9-10]，且有些分析中内置支撑钢材本构采用随动强化模型来简化模拟[6]，导致分析结果与试验结果并不完全一致[6].也不能真实再现大侧移下支撑及端部连接的受力情况.特别是，这些分析中均未对支撑外围约束构件进行建模，不能体现约束构件侧向约束作用下内置支撑的真实受力特性[6,8-10].因此，结合试验[6]，本文主要采用壳单元对试验研究中的3个墙板内置支撑钢框架结构试件进行精细模拟，深入考察墙板内置支撑钢框架结构的受力性能.模拟过程中综合考虑了几何、材料和接触等非线性的影响，给出结构的数值模拟方法，分析了结构的滞回性能，塑性发展规律，破坏模式和变形特点.在此基础上探讨了采用梁、杆单元代替壳单元的简化模拟方法，以及人字形形支撑中一根支撑破坏后被撑梁工作机理.1 试验概况拟静力试验中，3个试件分别为单斜支撑刚接框架、人字形支撑刚接框架和人字形支撑铰接框架，编号依次为BF1、BF2和BF3，一层和二层的层高均为1.5 m，见图1.1.1 试件及加载方案试验加载装置见图1.水平力由作动器提供.通过控制柱顶水平位移对试件进行往复加载.试验采用两阶段加载[6]，第一阶段的弹性阶段每级位移增量为1.5 mm，每级循环一周；墙板内置支撑进入塑性后，每级位移增量为1倍的屈服位移(Δy)，每级循环两周，直至最大加载位移为100 mm(对应平均层间侧移角为1/30). Δy对应为支撑屈服时结构的层间水平侧移. 根据支撑长度和实测钢材屈服点，加载中，对于BF1，取Δy =5 mm；对于BF2和BF3，取Δy =4 mm.若第一阶段未破坏，则进入第二阶段为加载位移幅值依次为60 mm(10周)、 75 mm(10周)和90mm (若干周)的循环加载，直至破坏.BF1试件一层和二层均采用组装墙板； BF2和BF3试件一层为组合墙板，二层为组装墙板(图1).试件的细部构造和测试内容等详见文献[6].本文规定，作动器受拉(拉回试件)和受压(推出试件)时对应的水平承载力分别为正值和负值.1.2 试验结果在柱顶位移渐增的第一加载阶段中，3个结构中柱顶水平载荷和上层梁端相对柱脚底板的水平位移以及一层和二层层间侧移的滞回曲线见图2.滞回曲线饱满且较稳定.在最终破坏前，梁柱节点刚接的结构BF1和BF2的主要变形特征和破坏现象类似.详细试验现象见文献[6]，概要的变形和破坏现象如下：第一加载阶段，BF1在柱顶加载到±60 mm(平均层间侧移角1/50)时一层和二层非加强区梁端首先出现局部屈曲，约±80 mm时柱脚出现局部屈曲，二层梁靠近加载端的非加强区上翼缘和腹板在往+100 mm(平均层间侧移角1/30)第二圈加载过程中受拉断裂，承载力出现劣化但没有明显下降，第一加载阶段结束.第二加载阶段仅在±60 mm下进行循环往复加载，该阶段钢梁开裂严重，试验在二层支撑受拉断裂后结束.BF2在柱顶加载位移达到±56 mm时一层钢梁非加强区梁端出现局部屈曲，达到±68mm时柱脚出现局部屈曲，达到+100 mm时二层靠近加载端的梁柱节点区域加劲肋和柱翼缘内侧的对接焊缝受拉开裂.第二加载阶段发生局部屈曲位置的钢梁部分截面受拉断裂，前述节点区域钢柱腹板和加劲肋与翼缘连接焊缝受拉断裂，试验终止.试验结束后发现二层南侧支撑屈服段出现局部颈缩现象，趋近受拉断裂. 因BF1和BF2在第一加载阶段未破坏，由图2可知，加载至最大位移时荷载未出现下降.试件BF3第一次往+40 mm加载时加载端梁、柱连接角钢发展塑性变形，导致结构承载力下降；此外一根支撑周围局部混凝土浇筑不密实，支撑提前发生局部破坏，但结构的承载力并没有下降.在-72 mm加载过程中加载端柱子发生严重扭曲(是因第一次加载中柱顶设置的矩形钢套(图1(a))偏弱，导致钢套不能有效约束柱头的扭转[6])，后续加载中试件只承受拉力且加载位移渐增到+120 mm，为便于和试验对比，本文分析仅给出加载位移72 mm之前的滞回曲线(图2c).后续加载中，BF3最终因靠近加载处节点中的连接角钢和一层局部破坏处支撑的低周疲劳受拉断裂而破坏[6].图1 试件的构造及加载装置Fig.1 Test setup and constructional details of the specimens2 数值模型的建立2.1 单元及材料本构的选用试验中内置支撑、钢梁和柱子采用Q235B和Q345B钢.钢材的材性实测值见表1.其他部件的材性实测值详见文献[6].采用ABAQUS建模，因为墙板内置支撑是结构的主要抗侧力构件，能否合理模拟支撑的真实滞回特性是结构数值模拟的关键问题.结合已进行的组合墙板内置无黏结钢板支撑和组装墙板内置钢板支撑的低周往复加载试验[4-5,7]，包括文献[7]的组装墙板内置支撑SPBRB4(内置支撑与本试验钢板支撑采用同一Q235钢板制作，钢板厚9.68 mm)和文献[5]的组合墙板内置支撑CPBRB3(内置支撑仍采用Q235钢制作，钢板厚11.5 mm).本节对这两种新型墙板内置支撑的滞回性能进行了模拟.试件中，组装墙板中的约束钢板和组合墙板内的混凝土采用实体单元C3D8R模拟，其余部分均用壳单元S4R模拟，外部墙板和内置支撑的初始几何缺陷采用一致缺陷，支撑杆件中部的初弯曲取为支撑长度的1/1 000.钢板支撑的本构关系采用混合强化模型，屈服应力取实测屈服强度，其他主要参数包括强化参数C、γ、Q∞和b；这些参数间的相互关系式：图2 试件第一加载阶段中的柱顶滞回曲线及层间滞回曲线Fig.2 Hysteresis curves of the specimens at the top of column and in each story in the first load stage表1 构件的材性Tab.1 Material properties of the members支撑钢板钢柱和人字形支撑框架的二层钢梁其余钢梁屈服强度fy/MPa极限强度fu/MPa弹性模量E/105MPa泊松比μ屈服强度fy/MPa极限强度fu/MPa弹性模量E/105MPa泊松比μ屈服强度fy/MPa极限强度fu/MPa弹性模量E/105MPa泊松比μ266.6409.82.010.276373.4540.62.010.283275.5426.72.020.291α=(C/γ)(1-e-γεpl)+α1e-γεpl，σ0=σ|0+Q∞(1-e-bεpl).式中:C 和γ控制随动强化部分，α表示背应力(屈服面的中心在应力空间的位置)，α1表示初始背应力，C/γ表示背应力最大变化值，γ为背应力随着塑性应变增加的变化率.Q∞和b控制等向强化部分，σ0表示屈服面的大小，σ|0表示等效塑性应变为零时的应力(取为屈服应力)，Q∞为屈服面最大变化值，b为屈服面随着塑性应变εpl增加的变化率.因支撑和墙板间采用接触模拟计算耗时且易导致计算发散[11].为了便于计算收敛且实现内置支撑在加载过程中只屈服不屈曲的特性，支撑与墙板的相互作用通过耦合方式建立.在若干断面上，将二者的横截面在垂直支撑轴向耦合在一起来模拟墙板对支撑的侧向约束作用(即墙板可为支撑提供抗弯刚度)；而支撑沿轴向可相对墙板自由变形.试算表明，当参数C=4 000、γ=37、Q∞=60、b=5时，分析和试验结果大体上吻合(图3(a)).进一步可见，与随动强化模型相比，混合强化综合考虑了钢材等向强化和随动强化效应，能比较切实地反映内置支撑受力特性(图3(b)).除支撑，其余构件的钢材本构采用双线性随动强化模型，经试算调整，梁、柱切线模量取为0.01E(E为表1中的弹性模量)，其余构件切线模量均取为0.03E，据此得到的分析和试验结果较接近.混凝土本构采用塑性损伤模型，泊松比取0.2.2.2 结构模型模型严格取试验中实测几何尺寸和材性，详见文献[6].墙板与框架不连接，仅内置支撑端部与框架连接(图1).以结构BF3为例，梁、柱采用角钢连接，试件的连接和具体建模如图4所示.因试验中未出现螺栓断裂或滑移等现象，模拟中将角钢与柱在对应螺栓连接的部位直接连接在一起(不额外建立螺栓)，考虑螺栓型号等因素，连接区域面积取为24 mm×24 mm；角钢与柱子连接的其余部分建立以柱翼缘为主面、角钢为从属面的接触作用.角钢与框架梁焊接部分也直接连接在一起.图3 墙板内置支撑的滞回性能Fig.3 Hysteretic behavior of panel BRBs图4 BF3的有限元模型Fig.4 Finite element model for the BF3考虑靠近支撑的墙板部分对支撑提供主要的侧向约束作用，为简化墙板建模，组装墙板仅建立支撑周围的组装约束构件；组合墙板仅建立支撑周围压型钢板内填有混凝土的部分[6](图4).因试验中未出现压型钢板相对于混凝土的黏结破坏和滑移，模拟中将压型钢板板肋直接嵌入到混凝土中，钢板支撑的两端直接与梁、柱连接在一起.为限制墙板沿支撑轴向的刚体位移和不影响分析结果，在墙板角点处建立轴向刚度很小的轴向弹簧(图4).此外，因上述支撑与墙板的耦合做法无法考虑支撑的局部破坏及与墙板的接触作用，对BF3的下层一个支撑采用放大支撑耦合断面间距使支撑可发生局部面外失稳来考虑试验中支撑局部破坏.建立了局部破坏处的接触作用来考虑压型钢板对支撑的约束作用.2.3 约束条件及荷载按试验采用的约束和加载方式进行模拟[6].对试件的面外位移进行约束，并使柱脚底板固接.此外，对试件BF3，约束加载处柱子顶端截面绕柱子轴线的转动来防止柱子扭转.对BF1和BF2，按试验第一阶段加载的加载制度进行模拟，最大加载位移幅值为100 mm；BF3分析至试验中柱头扭转时停止.将支撑和墙板引入一致初始缺陷，考虑支撑端部通过焊接连接于框架上可能有的初始偏心，适当放大了初弯曲，取为支撑长度的1/750.3 模拟结果3.1 滞回曲线分析得到的滞回曲线见图2.曲线稳定饱满，因试件缺陷尚不能在模拟中完全体现，故结果稍有差别，但总体上吻合较好.在每级位移的两周循环加载中，滞回曲线基本重合，试件未出现明显的承载力和刚度退化，延性和耗能能力良好.3.2 局部屈曲、屈服和变形试件局部变形见图5，分析与试验结果基本吻合.可见，在平均侧移角(柱顶位移除以结构高度(3 m))约1/50时，刚接框架钢梁端部的非加强区(即钢梁上没有加强板的区段，见图1)首先出现局部屈曲，加载位移进一步增大后柱脚出现局部屈曲，梁端盖板加强提高了刚接连接的承载力，同时，塑性区被外移到补强区以外的梁段上，梁柱节点区域基本处于弹性状态.例如，BF1一层梁前端上翼缘加强区域(即钢梁上焊接加强板的区段，见图1)应变(图1(a))对比见图6(a)，根据实测屈服应力和弹性模量，得其屈服应变值为1 364×10-6.以BF1为例，构件的屈服和屈曲时刻(即柱顶的加载位移)见表2.可见支撑先屈服，然后梁端屈服，最后柱靠近柱脚部位屈服.且柱和梁端均先屈服再屈曲(表2).试验中屈服和屈曲判定方法为：支撑骨架曲线的拐点为支撑屈服时刻，据贴于梁端或柱脚翼缘的应变片测值是否超过屈服应变值判定梁、柱的屈服时刻；以目测到的屈曲变形作为梁、柱屈曲时刻.模拟中判定方法为：据各构件Mises应力是否超过屈服应力判定屈服时刻；据梁、柱局部屈曲位置翼缘塑性应变较大单元的正背面的轴向应变值是否反向判定屈曲时刻.如图6(b)所示，以一层梁后端为例，+53.9 mm时单元正反面应变值开始反向，此时梁端非加强区轻微发展局部屈曲.图5 试验和模拟中的局部变形Fig.5 Local deformation in both test and simulation图6 BF1中钢梁的应变Fig.6 Strain of beams in BF1表2 BF1中钢构件的屈服和屈曲对应的加载位移Tab.2 Displacements at yielding and buckling of steel members in BF1构件屈服屈曲试验模拟试验模拟二层梁-20.2-27.7-59.7-50.0一层梁-20.1-18.5+59.9+53.9一层后柱-34.8-33.7-86.3-89.8一层前柱-28.1+30.6+80.3+79.4二层支撑-6.7-6.9——一层支撑-6.7-9.3——注：BF1中墙板内置支撑不考虑支撑的屈曲，柱子的屈服和屈曲均发生在一层柱子靠近柱脚的部位.3.3 支撑、框架和整个结构的滞回性能分析试验和分析均表明，BF1和BF2滞回性能及框架的局部屈曲和塑性发展部位均有类似之处.以BF2为例，因试验中应变片在构件破坏中受到干扰甚至失效，图7(a)中仅给出支撑可靠的滞回曲线.因试验测量数据有限，本文研究支撑、框架各自承担的楼层剪力时仅给出模拟结果，支撑剪力由支撑轴力和倾角换算得到.整个结构层间剪力和支撑承担剪力相减便得到框架承担剪力.图7(b)、7(c)为整个结构(BRBF)、支撑(BRB)和框架(Frame)的滞回曲线和骨架曲线.可见，支撑屈服前结构抗侧刚度几乎由支撑提供，支撑屈服后结构刚度降低，框架分担的剪力逐渐增加.1/50层间侧移角(对应层间侧移30 mm)时，BF2中支撑剪力约为楼层总剪力的55%；BF1中约为45%.图8(a)中BF3第一层内前侧(图4)一根支撑试验中因混凝土浇筑不密实提前局部破坏，模拟中简化为支撑局部无混凝土包裹，因此模拟中支撑较早局部破坏导致承载力降低.但二者整体趋势较一致.且因支撑破坏后框架的抗侧作用增大，整个一层结构抗侧承载力未出现退化(图2(c)).顶部梁均未局部屈曲，由图8(b)、8(c)可知，二层支撑可稳定耗能，二层框架基本处于弹性.图7 BF2滞回曲线和骨架曲线Fig.7 Hysteretic curves and skeleton curves of BF2图8 BF3滞回曲线和骨架曲线Fig.8 Hysteretic curves and skeleton curves of BF3试验和模拟中支撑分别在层间侧移角约1/463～1/350和1/416～1/305发生屈服，模拟中钢梁在约1/162～1/129、柱子在靠近柱脚的部位约1/89～1/77中发生屈服.总体上，3个结构中钢框架在约1/50层间侧移角之前塑性发展较少，实现了主要利用支撑集中耗能的设计目的.以BF2为例，整个结构、支撑部分和框架部分的累积耗能见图9.3.4 骨架曲线分析由图7、8可见，支撑骨架曲线有明显拐点，呈双折线.框架的骨架曲线拐点不明显.借鉴FEMA440 [12]推荐的简化理想双折线模型确定方法(图10)，据BF1一层和二层框架分担的层间剪力骨架曲线确定框架的屈服位移分别为-29.2 mm和-29.7 mm，和表2中梁、柱屈服时刻对比可见用此方法确定的屈服位移介于较早屈服的构件和最晚屈服的构件对应的加载位移之间，可认为是合理的.图9 BF2的累积耗能Fig.9 Accumulated energy dissipation of BF2图10 框架的理想骨架曲线确定方法Fig.10 Ways to acquire idealized skeleton curves for frame采用该方法，以BF2为例，在框架达到极限承载力前，支撑和框架的骨架曲线均简化为双折线，见图7(c).整个结构骨架曲线可由支撑和框架的曲线叠加得到.梁柱刚接的结构骨架曲线呈三折线，两个转折点对应支撑和框架屈服.BF1骨架曲线与BF2类似.BF3一层支撑局部破坏并随后导致一层钢梁屈服，二层骨架曲线呈双折线(图8(c))，支撑屈服出现明显转折点，框架基本保持弹性.3.5 BF3一根支撑较早发生局部破坏分析BF3第一层层间侧移为正时前侧一根支撑受压(图4)，约1/85层间侧移角后支撑受压承载力可忽略不计(图11(a))，支撑的受拉承载力也大幅降低.此时一层钢梁靠近跨中位置承受较大的弯矩和剪力，而轴力较小，靠近被撑点处腹板无贴板加强梁段端部截面(图4)的弯矩图见图11(b).若近似认为破坏的支撑完全退出工作，则一层钢梁与偏心支撑钢框架中耗能梁段受力类似，在被撑点处支撑大的竖向力作用下，前侧和后侧无加强梁段形成了耗能梁段.分析发现，与破坏支撑同侧的前侧梁段弯曲屈服较严重，梁翼缘在靠近跨中无贴板加强梁段端部先受弯屈服，随着加载位移的增大梁全截面屈服形成塑性铰且翼缘出现局部屈曲.前侧梁段中耗能梁段的净长度a取为铰接梁端至靠近跨中梁腹板无贴板加强处截面间的距离(图4)，根据构造约有a=1.0 m.与常用的两端均刚接的耗能梁段认为反弯点在梁段中部[3]不同，因BF3中梁端为铰接(图4)，弯矩很小，则耗能梁段内反弯点可认为在梁端，且满足如下关系式：a=1.0 m>1.3Mp/V1=0.58 m，图11 BF3一层内构件的滞回曲线Fig.11 Hysteretic curves of members in the first story of BF3式中：Mp为耗能梁段截面的全塑性弯矩，Vl为梁段的剪切屈服承载力.Mp=Wp×fy=74.4 kNm；Vl=0.58 Aw×fy=166.9 kN.另外，屈服弯矩My=We×fy =66.9 kNm.当a>1.3Mp/Vl时，相当于净长度为2a的两端均刚接的耗能梁段满足2a>2.6Mp/Vl(为弯曲屈服型[3]).因此，此梁段为弯曲屈服型耗能梁段.分析还发现，若不考虑BF3第一层支撑破坏(即两根支撑都不破坏)，支撑耗能能力和延性均较好(图11(a))，且被撑梁保持弹性(图11(b)).4 采用梁杆单元的简化模拟分析考虑杆件数量多的结构采用梁、杆单元进行分析会更高效.本节探讨采用梁、杆单元的结构简化模拟方法.钢梁和柱子用梁单元模拟，支撑用杆单元模拟，各构件钢材本构模型均与前述壳元模拟一样.建模中不考虑框架上的贴板和加劲肋.但试算发现，因柱脚加劲肋较多，对抗侧承载力影响较明显，故将原钢柱在柱脚部分的截面按抗弯、抗剪、轴向刚度近似等效的原则，等效为322.6 mm×223.5 mm×22 mm×33.3 mm的工字钢截面.考虑每根支撑两端弹性段截面较大而中间屈服段截面较小，用杆单元模拟时只能采用同一截面.故根据支撑弹性阶段抗侧刚度相等的原则确定等效截面面积Aeq，根据屈服承载力相等的原则确定等效屈服点fyeq，具体表达式为：Aeq=(lp+le)/(lp/Ap+le/Ae)，fyeq= Apfy/ Aeq.式中：le、lp分别为一根支撑弹性段总长度和屈服段长度；Ae、Ap分别为弹性段和屈服段截面面积.以BF1和BF2为例，结构滞回曲线对比见图2.在加载达最大侧移时，分析的承载力在BF1中均略低而在BF2中均略高于试验结果.此外，模拟得到的支撑滞回曲线对比见图3(a)，可见简化的杆元也能近似模拟出支撑的滞回特性.由图2还可见，相同侧移时，采用梁、杆单元得出的承载力略低于壳元分析结果，这主要是因钢梁和柱子采用梁单元模拟时未能像壳元那样来细致考虑加强区段的补强钢板等导致的.而无论梁、杆单元还是壳元模拟，都会因试件的缺陷和试验中钢材累积损伤等因素尚不能在模拟中完全体现，故分析与试验结果稍有差别.总体上，采用梁、杆单元的简化模型能够合理体现结构的滞回性能，分析得出的承载-变形特点和试验较一致，可参考应用.5 结论1) 混合强化模型能较切实地反应内置支撑构件的滞回性能.钢梁和柱子采用随动强化模型也能较好地再现框架的滞回性能.除采用壳单元进行分析，对于实际应用中杆件数量较多的结构，可采用梁、杆单元的杆系模型简化结构的建模和分析.2)当墙板构造合理无局部破坏时，本文对支撑与墙板间的相互作用通过简化的耦合方式建立，可合理考虑墙板内置支撑整体受力机制，特别是墙板为支撑提供的抗弯能力.3)试验和模拟均表明，对梁柱刚接的框架节点区进行补强，可有效提高梁柱节点的承载力，且将钢梁端部的塑性区成功地转移到补强区(也是支撑连于框架的区域)以外的梁端，实现了1/50层间侧移角内梁柱节点区基本处于弹性，且可确保支撑具有稳定的受力性能以及良好的延性和耗能能力.4) 总体上，三个结构均实现了主要利用支撑进行耗能的设计意图，抗震性能较好.梁柱刚接的结构骨架曲线呈三折线，梁柱铰接的结构呈双折线，均可由支撑和框架的骨架曲线叠加得到.5) 当人字形支撑中一根支撑受压发生局部破坏后，其承载力将迅速退化，两支撑的竖向不平衡力将使被撑梁在较大的弯剪作用下大幅发展塑性.这使结构实际受力与预期的状况不符，因此，应注意墙板内置支撑的制作质量，避免局部破坏.参考文献【相关文献】[1] XIE Qiang. State the art of buckling-restrained braces in Asia[J].Journal of Constructional Steel Research,2005,61: 727[2] CHEN C C, LU L W. Development and experimental investigation of a ductile CBF system[C]// Proceedings of the 4th National Conference on Earthquake Engineering. Palm Springs: Earthquake Engineering Research Institute (EERI),1990:575。
自复位约束砌体墙拟静力试验方案
新型自复位约束砌体墙拟静力试验方案1 试验目的采用拟静力试验的手段，研究自复位约束砌体墙在低周反复荷载下的抗震性能。
2 试件制作共制作3片砌体墙，分别为W1~3。
墙体尺寸为1400×1900×240 mm ，墙体材料采用加气混凝土空心砌块，周边设置构造柱和圈梁，如图1所示。
试件概况如表1所示。
表1 试件概况 试件名称 阻尼器 预应力备注 W1 金属阻尼器 体内施加预应力，后张拉 自复位墙 W2 摩擦阻尼器体内施加预应力，后张拉自复位墙 W3无无普通墙（a ）三维图 （b ）试件尺寸图1 试件基本情况2.1 阻尼器W1试件在底部两端设置金属阻尼器，阻尼器两端锚固于构造柱和基础梁，如图2a 所示。
阻尼器两端采用钢筋，中间采用钢筋，尺寸如图2b 所示。
基础梁支座构造柱圈梁 墙体阻尼器抗滑键保护架预应力钢铰线（a）三维图（b）金属阻尼器尺寸图2金属阻尼器布置W2试件在底部两端布置摩擦阻尼器，如图3a所示。
摩擦阻尼器由4块钢片构成，采用螺栓连接，夹在中间的钢片开槽，在加载时滑动产生摩擦力，尺寸如图3b所示。
（a）三维图（b）摩擦阻尼器尺寸图3摩擦阻尼器布置2.2 预应力筋W1，W2试件在体内采用后张法施加预应力，如图4所示。
墙体上端为固定端，在基础梁底部进行张拉。
预应力钢筋采用1×7钢铰线，其直径为15.2 mm，截面积为147 mm2，张拉控制应力取为0.4 f ptk，f ptk为预应力钢筋强度标准值。
（a）三维图（b）预应力筋位置图4预应力筋布置2.3 墙体构造为防止墙体产生滑动，在墙体和基础梁间设置2根短钢筋作为抗滑键，如图5所示。
此外，为防止墙体平面外倾覆，墙体下端嵌入基础梁100 mm ，且在墙体底部外侧设置角钢，角钢之间采用螺栓连接，如图6所示。
角钢与基础梁间设置5mm 高度的缝隙，以保证摇摆的性能。
图5 抗滑键（a ）墙底构造（b ）角钢尺寸图6 防平面外倾覆构造措施2.4 混凝土构件配筋试件中混凝土构件（包括圈梁、构造柱、基础梁及支座）配筋如表2所示。
密肋网格约束型钢板剪力墙结构抗震性能试验研究
密肋网格约束型钢板剪力墙结构抗震性能试验研究于金光;贺迪;王雪军;郝际平;冯啸天【摘要】为研究密肋网格约束型钢板剪力墙结构的抗震性能,通过对一榀密肋网格约束型钢板剪力墙结构的拟静力试验研究,获取了结构的滞回曲线、骨架曲线及各阶段荷载和位移值.试验分析了结构的破坏模式,滞回性能、延性、承载能力及耗能等抗震性能指标.试验结果表明:密肋格板将钢板分成小区格板件,减小了墙板的高厚比,有效规避了薄板墙的声响和震颤现象,避免了滞回环体的捏缩现象,降低了边框柱的破坏程度.墙板变形以小区格板件的局部屈曲为主.【期刊名称】《西安建筑科技大学学报（自然科学版）》【年(卷),期】2018(050)005【总页数】7页(P682-687,748)【关键词】钢板剪力墙;密肋网格约束;拟静力试验;抗震性能【作者】于金光;贺迪;王雪军;郝际平;冯啸天【作者单位】西安建筑科技大学土木工程学院,陕西西安710055;西安建筑科技大学土木工程学院,陕西西安710055;西安建筑科技大学土木工程学院,陕西西安710055;西安建筑科技大学土木工程学院,陕西西安710055;西安建筑科技大学土木工程学院,陕西西安710055【正文语种】中文【中图分类】TU391随着对钢板剪力墙结构研究的深入，越来越多不同类型的钢板剪力墙被开发并研究.非加劲钢板剪力墙是早期常用的一种钢板剪力墙形式，根据内嵌钢板剪切屈服与屈曲的先后次序可将其分为厚板墙和薄板墙，厚板墙由于耗钢量大，结构整体刚度调整不便等因素，现已较少使用.薄板墙滞回曲线存在“捏缩”，屈曲变形时伴随噪音、震颤且框架柱在附加弯矩下易发生“沙漏现象”[1-4]，使用性能欠佳.通过设置墙板加劲肋可限制薄钢板剪力墙的屈曲，有效提高薄钢板剪力墙的弹性刚度和延性.关于加劲钢板剪力墙方面，Takanashi Y[5]最早开展了一系列纵向、纵横双向加劲钢板剪力墙的试验研究.郭彦林等[6]开展了一系列加劲钢板墙结构的研究，加劲形式包括：十字加劲和斜加劲等.Sabouri-Ghomi S等[7]研究表明设置加劲肋提高了钢板剪力墙的耗能能力和抗剪刚度，但对钢板剪切强度的影响不大.赵伟等[8]对钢板剪力墙加劲肋刚度及弹性临界应力进行了分析和研究，提出了加劲肋刚度的判定标准和计算公式.在组合钢板剪力墙基础上，郭彦林等[9]提出了防屈曲钢板墙结构，通过约束钢板墙的面外变形，减少拉力场作用，从而减少了柱刚度要求.借鉴加劲钢板墙和防屈曲钢板墙的各自优势，课题组提出了密肋网格约束型钢板剪力墙结构.为了研究该种新型结构的抗震性能，通过一榀单跨双层密肋网格约束型钢板剪力墙试件的拟静力试验，分析了结构的破坏模式、滞回曲线、骨架曲线、承载能力、抗侧刚度、耗能及延性等.为该种结构在工程中的应用及理论分析提供基础.1 密肋网格件构造措施网格密肋板是在薄钢板两侧布置网格状的钢板肋条.网格肋条由纵横两个方向的肋条正交互嵌形成，在肋条相交处开细长槽，两个方向的肋条在开槽处互相嵌入形成整体.该构造措施避免了加劲肋焊接造成的焊接缺陷，嵌入式肋条省去大量焊接作业，便于现场拼装.在肋条互嵌处布置内径大于对穿螺杆的细圆管，其长度与肋条宽度一致，将细圆管与肋条点焊在一起，使单侧的网格密肋形成整体.最后将两侧的网格密肋与开圆孔的薄钢板通过摩擦型高强螺栓连接，将三者装配形成网格密肋板，网格密肋板装配过程见图1.将网格密肋板与周边框架通过耳板焊接形成网格密肋约束型钢板剪力墙.图1 网格密肋板装配过程图Fig.1 Assembly of grid ribbed plates2 试验概况2.1 试件设计试件几何相似比例为1∶3.试件框架采用3层结构：上部2层为试件主体结构，下部设置1矮层框架，矮层层高H=300 mm，在矮层框架中设置厚度为5 mm的钢板，近似作为上部2层结构的嵌固端，避免柱脚焊缝开裂导致结构最终破坏[2].试件柱轴线跨度1 350 mm，总高度3 270 mm，钢材均为Q235B，连接螺栓均为10.9级摩擦型高强螺栓，材质为20MnTiB.框架柱截面为HW175×175×7.5×11，中、底梁截面为HN200×100×5.5×8，顶梁截面为HN300×150×6.5×9，梁柱连接节点形式为端板连接，顶端板为-405×154×20，下部端板为-250×145.5×12，内填钢板厚度为3.3 mm，约束构件截面为-60×6的钢板，密肋格板排布形成为4×3，方格边长为230 mm，螺栓排布方式5×4，螺栓选用M12，长度按照构造要求确定.试件详图见图2.图2 试件几何尺寸及构造Fig.2 Details of specimen2.2 材性试验根据GB/T228-2010《金属材料室温拉伸试验方法》[10]、GB/T2975-1998《钢及钢产品力学性能试验取样位置及试样制备》[11]的有关规定进行材性试验，结果见表1.表1 钢材性能Tab.1 Steel properties试样类型fy/MPafu/MPa伸长率/%Es/MPa×105柱285.03455.3527.702.04顶梁323.23465.3024.662.04中间梁331.80470.3521.162.05顶梁端板262.50462.5020.512.05中梁端板276.30399.9022.592.003.3 mm钢板345.27521.8019.062.105 mm钢板314.73477.8323.642.006mm钢板335.07463.07371.922.3 试验加载及量测方案试验加载装置如图3所示，竖向荷载由2个200 t同步油压千斤顶提供.在柱顶施加竖向荷载，每柱柱顶施加430 kN，加载分为两级，每级加载215 kN.水平反复荷载由1台100 t的MTS作动器施加.试件屈服前采用荷载控制，首先预加载至100 kN，之后每个加载级荷载增量为100 kN.试件接近屈服时，以50 kN为每个加载级荷载增量，加载至屈服荷载Py，每个加载级循环一圈.试件屈服后进入位移控制阶段，此后以0.5δy为位移增量，每个加载级循环三圈，直至试件破坏或者承载力降低到峰值荷载85%以下，则停止试验.图3 试验装置简图Fig.3 Test setup为测量试件整体位移和框架变形，位移计具体布置如图4所示.图4 位移计布置图Fig.4 Measuring points distribution3 试验现象及破坏模式3.1 试验现象试件平面内方向为东西方向，规定作动器推向(向东)为正，拉向(向西)为负.为方便叙述将一层墙板小区格进行编号，如图6(a)所示.竖向加载结束后，进入水平加载.水平位移加载至δy=13.98 mm时试件屈服，随后进入位移控制阶段.1.5δy加载级时根据试验量测数据可确定一层及二层内填板受剪屈服.2δy加载级时，西柱柱脚区域内隔板间隔内柱外侧翼缘向外屈曲见图5(a).图5 框架的破坏情况Fig.5 Damage of frame2.5δy加载级时，东柱柱脚外翼缘屈曲外凸见图5(b).一层板3、4、8区格发生屈曲形成小区格拉力场，拉力场与水平方向夹角约为45°，卸载后变形未完全恢复.底层梁腹板发生屈曲向南凸起，底半层板向北鼓起.3δy加载级时，一层东柱屈曲现象加重见图5(c).推方向加载，一层板区格1-7、9均发生屈曲.拉向加载，1-12所有区格均小区格内发生屈曲.3.5δy加载级时，达到推向峰值荷载845.86 kN，一层东柱及试件柱脚区域屈曲严重，形成S型残余变形，底梁节点区域附近的西柱柱脚翼缘向外凸曲严重，导致底梁端板随之变形(图5d).一层板在推向卸载到零位移时一层板各区格的局部屈曲情况见图6(b).4δy加载级时，达到拉向峰值荷载906.47 kN.加载过程中，东柱北侧中间侧向支撑发出巨响，发生承压破坏，东柱面外变形明显.4.5δy加载级时，第一循环时中间侧向支撑失效与试件脱离，试件整体面外受力剧增，东、西柱翼缘瞬间变形突增，一层部分小区格面外密肋约束构件的竖向肋板瞬间屈曲，试件面外变形前后的对比情况见图5(e)、图5(f)，一层面内变化见图6(c)、图6(d).恢复侧向支撑试验继续，第三循环时，中间侧向支撑再次失效，试件面外弯扭失稳严重，最终丧失承载力，试验结束.最终内填板以小区格内的局部屈曲为主，内填板两上角部有裂缝.图6 内填板变形情况Fig.6 Deformation of panels3.2 破坏模式由于密肋网格约束构件的设置，将钢板分成小区格板件，减小了墙板的高厚比，其设置改善了钢板的受力模式，有效的抑制了钢板墙的面外屈曲，导致内填钢板弹性屈曲荷载大于屈服荷载，因而试件内填钢板首先发生屈服，后发生屈曲.边缘构件在往复荷载作用下发生屈服及屈曲，最终面外出现弯扭失稳，结构承载力迅速下降试件破坏.试件面内呈弯曲破坏模式，面外弯扭失稳控制了最终承载力.图7 试件整体破坏Fig.7 General damage of specimen图8 荷载-位移曲线Fig.8 Hysteretic curves of load-displacement4 试验结果及分析4.1 滞回性能试件的滞回曲线分别如图8所示.当施加的荷载较小时，试件荷载和位移近似呈线性关系，滞回环包围面积很小，刚度退化不明显.随着水平荷载的增大，试件进入弹塑性工作阶段，小区格内板屈服后屈曲，结构塑性变形增加，试件抗侧刚度下降，滞回环逐渐开展.通过图8(a)—图8(b)对比可知，一层墙板在弯剪作用下塑性变形及耗能均大于二层，后期由于一层东西柱的面外失稳导致其刚度退化明显.由图8可以看出，结构滞回曲线为饱满的梭形，未出现捏缩，表明该种结构有良好的塑性变形能力，同时说明屈曲约束作用明显.试件的骨架曲线见图9.由图9可知，试件在塑性流动阶段，下降较为平缓，整体侧移可达61.93 mm，层间侧移角为1/47，试件的极限承载力较屈服承载力提高18.8%.图9 荷载位移骨架曲线Fig.9 Load-displacement envelope表2 试验结果Tab.2 Test results of specimen试件编号加载方向屈服荷载/kN峰值荷载/kN极限位移/mm延性系数ΔyPyΔy / hΔmPmΔm / hΔuΔu / hμ整体推21.79707.381/13542.96845.861/6959.391/502.73拉23.47767.561/12650.94906.471/5864.481/462.75平均22.63737.471/13146.95876.171/6361.931/482.74二层推9.14699.831/14217.34845.861/7524.321/532.66拉10.10784.381/12916.56906.471/7918.091/721.79平均9.62742.101/13516.95876.171/7721.211/632.20一层推10.27730.991/12217.24845.861/7322.281/562.17拉9.73752.801/12840.22906.471/3140.141/314.13平均10.00741.901/12528.73876.171/5231.211/443.12采用通用屈服弯矩法确定试件的屈服点、峰值点和破坏点.试件各特征点的荷载和位移见表2.由表2可知，试件延性系数为2.74，相较而言偏小.其主要原因是由于屈曲约束构件的设置，结构刚度提升，导致试件延性发生下降.此外，试验中边框柱发生弯扭失稳，试件侧向支撑脱落，导致试件性能未能得以充分发挥.4.2 性能退化按照JGJ 101-2015[12]采用承载力退化系数λi来表征等幅荷载下承载力的稳定性.由表3知，结构承载力退化系数均在0.96以上，表明结构具有稳定的承载力，不会发生突然破坏.表3 试件承载力退化系数Tab.3 Capacity degeneration coefficient加载位移1.0δy1.5δy2.0δy2.5δy3.0δy3.5δy4.0δy4.5δyλ10.981.021.011.020.980.9810.9 6λ21.0111.0111.010.990.96—注：λ1为某一屈服位移加载级下第2循环峰值点荷载值与第1循环峰值点荷载值的比值；λ2为同一屈服位移加载下第3循环峰值点荷载值与第2循环峰值点荷载值的比值.试件刚度退化情况见图10(纵坐标为加载级刚度与初始刚度的比值k，试件初始刚度选用第一加载级对应的峰值刚度).由图10知，荷载较小时，一层二层刚度退化基本一致.随着加载进行，一层二层刚度出现分化，从1.5δy加载级开始1层结构刚度小于2层刚度，2.5δy加载级时试件刚度损失达61%.2层框架柱底部出现屈服以后，框架作为位移的主要抗侧力构件，试件的刚度降幅约83%，1层结构在弯-剪-压复合用下，刚度退化最为严重.图10 刚度退化Fig.10 Degradation law of rigidity4.3 耗能性能将试件的两层单独耗能量占结构总耗能的比值定义为耗能比.试件屈服后，耗能比如图11所示.由图11知，试件屈服后，一层墙板在弯剪复合作用下，先屈服后小区格屈曲，其残余塑性变形明显大于二层墙板.总体而言，结构耗能较为均匀，底半层耗能仅占结构整体耗能量的10%左右.采用试件黏滞阻尼系数作为标准对试件的耗能作出评价.试件在弹性阶段、非弹性阶段试件的黏滞阻尼系数分别为0.023和0.09，其明显优于我国抗震规范GB 50011-2010[13]8.2.2对高层钢结构阻尼比的规定(弹性阶段0.02、塑性阶段0.05)，由此可见试件具有一定富余度.图11 耗能比Fig.11 Equivalent viscosity of specimen5 结论(1)密肋网格构件的布置，将薄钢板分割为了小区格板件，减小了板件的高厚比，改善了钢板的受力，延缓了钢板的屈曲，提高了墙体承载力及刚度.(2)结构具有较高承载力，极限承载力较屈服承载力提高18.8%；结构具有优越的变形能力，整体侧移角可达1/47；结构初始刚度大，但刚度下降较快，弹性阶段损失37%.(3)密肋网格约束型钢板剪力墙结构的黏滞阻尼系数在弹性阶段大于2.3%，弹塑性极限状态大于9%，高于GB 50011-2010对高层钢结构的要求.参考文献 References【相关文献】[1] THORBURN L J,KULAK G L.Analysis of steel plate shear 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钢框架—内藏钢板支撑剪力墙结构抗震性能研究的开题报告
钢框架—内藏钢板支撑剪力墙结构抗震性能研究的开题报告一、选题背景随着城市化进程的加速，高层建筑越来越多地出现在城市中心。
建筑的抗震性能是高层建筑设计中不可忽视的一个方面，其中钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构被广泛应用于高层建筑，因其具有结构可靠、施工便捷、经济性高等优点。
然而，该结构在承受强震作用时是否能够保证其安全性及剪力墙是否能够发挥减震隔震效果，仍需深入研究。
二、研究目的本次研究旨在探讨钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构在强震作用下的抗震性能，具体目的包括：1. 了解钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构的结构特点及设计原则。
2. 分析该结构在强震作用下的受力情况，求解结构受力性能参数。
3. 针对不同地震作用下的结构抗震性能，通过数值模拟或试验验证，探讨剪力墙对结构的减震隔震效果。
4. 提出结构抗震加固措施，提高结构抗震能力。
三、研究方法1. 理论研究：通过文献调阅和分析，了解钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构的设计原则及受力情况。
2. 数值模拟：采用现有的结构分析软件，对不同地震条件下的结构受力情况进行模拟。
3. 试验验证：设计试验模型并进行试验，验证模拟结果的可靠性。
四、研究内容及进度安排1. 钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构的结构特点及设计原则（4周）。
2. 结构受力情况的分析、参数求解及抗震性能评估（6周）。
3. 结构抗震性能的数值模拟与分析（8周）。
4. 设计试验模型并进行试验验证（12周）。
5. 研究结果的分析及结论总结（4周）五、预期成果1. 对钢框架-内藏钢板支撑剪力墙结构的结构特点及设计原则进行了较全面的介绍。
2. 分析了该结构在不同地震作用下的受力情况，求解出了结构受力性能参数，评估了结构抗震性能。
3. 运用现有的结构分析软件进行数值模拟，验证了结构的抗震性能。
4. 设计试验模型并进行试验验证，分析试验结果，提高结构抗震能力。
5. 对研究的结论及设计提出改进意见和建议。
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土木工程学报CHIN A CIVIL ENGINEERING JOURNAL第41卷第11期2008年11月Vol.41No.11Nov.2008基金项目：国家自然科学基金重大项目（59895410）、国家科技支撑计划多高层钢结构抗震设计与计算中的若干关键技术研究（2006BAJ01B02-01-04）作者简介：丁玉坤，博士研究生收稿日期：2007-08-07引言《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99—98）［1］中提及的内藏钢板支撑剪力墙是支撑与墙板间保留黏结力的一种嵌入式支撑墙板，它可以避免支撑受压整体失稳，提高钢材的防锈性能。
但该种墙板在支撑受拉屈服后，因参与轴向受力而严重开裂，会减弱对支撑的侧向约束作用，使支撑受压时在墙板开裂严重的部位发生屈曲而丧失承载力，无法充分利用内藏钢板支撑的塑性变形和耗能能力［2］。
另外，由于墙板和支撑共同受力，工作性能复杂，给分析和设计都带来一人字形无黏结内藏钢板支撑剪力墙拟静力试验研究丁玉坤张耀春赵俊贤（哈尔滨工业大学，黑龙江哈尔滨150090）摘要：通过对６个人字形无黏结内藏钢板支撑剪力墙试件的拟静力试验研究，对无黏结材料及支撑与墙板的间隙、墙板内钢筋配置、墙板端部加强构造以及钢板支撑周围有效宽度范围内采用普通混凝土，其余部分采用轻骨料混凝土的有效宽度墙板等因素对试件滞回性能的影响进行考察。
试验结果表明，无黏结材料的均匀包裹、支撑与墙板间留有较小的间隙以及沿支撑轴向加密纵横向钢筋和拉结筋等构造措施，可以显著提高墙板局部抗弯和抗冲切承载力，改善试件的延性和耗能能力。
支撑受压失稳时呈多波微幅弯曲变形状态，随压力增大，失稳半波数增多，支撑对墙板的局部冲切作用随之增大，使墙板局部弯曲或冲切破坏。
直至破坏前，试件滞回曲线饱满稳定，骨架曲线基本呈现两折线的形式。
试验还表明，当其他构造相同时，采用有效宽度墙板的试件和整个墙板均由普通混凝土制成的试件的滞回性能几乎相同，但前者自重轻，有利于墙板的安装和结构抗震。
关键词：防屈曲支撑墙板；无黏结内藏钢板支撑剪力墙；有效宽度墙板；滞回性能；冲切破坏；局部弯曲破坏中图分类号：ＴＵ３９３文献标识码：Ａ文章编号：１０００-１３１Ｘ（２００８）１１-００２３-０８Quasi -static test of chevron -shaped unbonded steel plate brace encased in reinforced concrete panelDing Yukun Zhang Yaochun Zhao Junxian（Harbin Institute of Technology,Harbin 150090,China ）Abstract:Six quasi -static tests were carried out to investigate the hysteretic behavior of chevron -shaped unbonded steel plate brace encased in reinforced concrete panel,referred to as panel of buckling restrained brace （panel BRB ）.The influential parameters such as the unbonded material and the clearance between brace and panel,the configurations of steel bars and edge reinforcement,the so called effective width panel composed of normal weight concrete in the range of five times the width of the braces along the braces and lightweight concrete in the rest parts,were taken into consideration.The test results indicate that the panel BRB that has more uniform unbonded material,smaller clearance and denser steel bars along the braces possesses better ductility and energy dissipation capacity,because the local flexural and punching shear strength of the panel are greatly improved by these details.The core brace in compression exhibits a small amplitude flexural buckle with multiple waves.With compressive force of the braces increasing,both the number of buckling waves and the local punching force to the panel increase.Panel finally failed locally due to flexure or punching shear.The panel BRB has stable hysteretic behavior without the decrease of strength and stiffness before it fails,and its skeleton curve is close to a bilinear model.The tests also reveal that the hysteretic behavior of the specimens with the effective width panel nearly parallels that of the specimens with the normal weight concrete panel when the other construction details remain the same,however,the former kind of panel BRB would be advantageous to panel installation and aseismic performance due to its lighter weight.Keywords:panel of buckling restrained brace;unbonded steel plate brace encased in reinforced concrete panel;effective width panel;hysteretic behavior;punching failure;local flexural failure E -mail:dingykun.student@··土木工程学报2008年定的困难。
无黏结内藏钢板支撑剪力墙因隔离了钢支撑与墙板间的黏结力，除具备上述有黏结支撑墙板的优点外，在外部墙板能提供足够的侧向约束情况下，钢板支撑可承受全部楼层剪力。
支撑受压失稳将受到约束，能在墙板孔壁内自由伸缩变形，塑性变形发展充分，可获得更好的延性和耗能能力［3-4］，便于设计和应用。
在跨高比较大的框架-剪力墙板结构中，较单斜支撑墙板而言［5］，人字形支撑墙板的构造和受力较合理，有三点与周边框架相连，自身稳固性更好。
当结构发生层间位移时，受拉一侧的支撑和墙板共同作用可为受压一侧的支撑提供更好的侧向约束。
然而，在往复荷载作用下，墙板的不同构造形式对支撑墙板受力性能的影响以及墙板和两根支撑在相互脱离黏结力的情况下如何协调工作尚待深入探索。
本文对6个人字形无黏结支撑墙板试件进行了拟静力试验研究。
因普通混凝土墙板自重较大，不利于结构抗震，文献［2-3，5］的研究结果表明，支撑周围一定宽度（称此宽度为有效宽度）内的混凝土对支撑的侧向约束较强，其他部位的约束作用较小，故将其中3个试件的墙板在有效宽度取为5倍支撑宽度范围内采用普通混凝土，其他部位用轻骨料混凝土制作。
此外，考察了改变混凝土强度、墙板端部加强构造、墙板内钢筋配置、无黏结材料等因素对支撑墙板滞回性能、延性、承载力和破坏特点的影响。
本试验可为无黏结支撑墙板抗震设计，以及我国《高层民用建筑钢结构技术规程》相关条款的修订提供参考。
１试验概况1.1试件设计制作1.1.1支撑的制作支撑和支撑墙板的几何尺寸及具体构造见图1和表1，表中尺寸单位均为mm。
支撑钢材均为Q235-B，材性试验结果见表2。
为实现支撑各截面均匀受力，对支撑进行了刨边，并严格控制钢板的初弯曲。
为防止钢支撑两端外露部分过早失稳而失去承载力，在支撑两端设置了加劲肋。
为防止支撑受压缩短时加劲肋挤压墙板，在上部加劲肋端部设置了间隙并填充了松软的泡沫橡胶。
为避免支撑受压时因泊松效应产生的横向变形胀裂墙板，在沿支撑钢板两侧窄边粘贴了厚2.8mm的高弹胶板后，再外包塑料膜、硅胶板或塑料胶带来隔离其与墙板间的黏结力。
试件通过支撑上端焊接的连接短梁和底端焊接的厚20mm的端板用高强螺栓连接在加载框架中。
试件编号墙板厚T c支撑截面t×b0L0L1L2R0R1R2b1L3准6.5钢筋加强件加强筋形式无黏结材料CBRB-1 CBRB-2 CBRB-31 CBRB-41 CBRB-5 CBRB-61100.0100.0100.0100.0101.5104.0-7.5×98.6-7.5×98.6-7.5×98.6-7.5×98.6-7.6×100.0-7.6×100.0107310751076107611071106266264269266253254268267266266252252108510731079107411061110265268264266253253260269266271253252505050504040303030303030＠150＠100＠150＠100＠100＠100角钢锚板角钢锚板锚板锚板箍筋笼加密筋箍筋笼加密筋加密筋2加密筋24层塑料膜31层硅胶板44层塑料胶带5表1试件的主要参数Table1Main parameters of specimens注：1.该试件为有效宽度支撑墙板；2.CBRB-5、6沿支撑全长加密了横向钢筋和拉结筋；3.塑料膜每层厚0.1mm；4.硅胶板每层厚0.7mm；5.塑料胶带每层厚0.056mm。