劉 璐 吳 斌 李 偉 趙俊賢

(哈爾濱工業(yè)大學土木工程學院，哈爾濱150090)

防屈曲支撐構件是應用于多高層結構中的抗側力耗能減震裝置，在中震或大震作用下，防屈曲支撐構件在拉壓時均能實現(xiàn)全截面充分屈服而不出現(xiàn)支撐構件的整體或局部屈曲破壞，使原來通過主體結構梁端塑性鉸的耗能方式轉變?yōu)橹辉诜狼尾考霞泻哪埽瑥亩^好地保護了主體結構［1-2］.

然而，防屈曲支撐構件通過鋼材的彈塑性來耗能，導致其在經(jīng)歷大震后產(chǎn)生較大的殘余變形.強烈地震使結構產(chǎn)生的過大側向變形及殘余變形是結構破壞倒塌的直接原因.對于即將倒塌或可能經(jīng)歷后續(xù)地震的結構，殘余變形會對其產(chǎn)生嚴重影響［3］，同時，當殘余變形角大于0.5%時，建筑的維修成本便大于重建成本［4］.為了減少或者消除防屈曲支撐體系的殘余變形，根據(jù)基于影響的抗震設計概念，滿足一些業(yè)主或者投資者提出的更高要求，Ricles等［5］提出自復位后張鋼框架體系的概念并進行了研究.此后，國內外學者展開了針對自復位體系的相關研究.Tremblay等［6］對自復位摩擦型耗能支撐鉸接框架和防屈曲支撐框架的分析表明:小震時，前者層殘余變形與層高比最大僅為0.08%，而后者則達到 1.51%;中震時分別為0.23%，2.79%;大震時分別為1.07%和3.83%.Karavasilis等［7］分析了裝有自復位黏滯阻尼器的鋼框架結構的地震反應，驗證了該種阻尼器可減小結構及非結構構件的反應.宋子文［8］也對裝有自復位支撐及防屈曲支撐的6層剛接鋼框架分別進行了時程反應分析，結果顯示:在罕遇地震作用下，前者的最大位移僅為后者的30%，后者殘余變形角為0.5%，而前者幾乎為零.此外，潘振華等［9］對安裝有不同形式自復位阻尼器的框架進行分析，證明了這類阻尼器在減少地震反應及殘余變形方面的功效.

國外現(xiàn)有的自復位支撐構件耗能形式部分為摩擦耗能［10］，雖然其曲線較為飽滿，但是存在螺栓松動及摩擦面疲勞老化的突出問題.

針對以上問題，本文提出了一種新型防屈曲支撐——自復位防屈曲支撐，闡述了此類支撐的構造方式及力學原理，并對其進行了擬靜力試驗研究，以探索其滯回性能及復位效果.

1 自復位體系的構造及工作原理

自復位防屈曲支撐由2個部分組成:防屈曲支撐(BRB)和自復位(SC)系統(tǒng).

1.1 防屈曲支撐的組成

防屈曲支撐由約束套管(外套管和內套管各1個)、2個耗能內芯(EDC)及一些連接部件組成.外套管與內套管等長并且同心.一個耗能內芯夾在內、外套管的上表面之間，另一個夾在內、外套管的下表面之間.耗能內芯一端與內套管相連，另一端則與外套管相連.內、外套管除了充當耗能內芯的約束套筒，還應為耗能內芯傳遞外荷載.為了實現(xiàn)以上目的，在組裝時，2個耗能內芯左端分別與內套管上、下表面焊接，然后整體滑入外套管，并將2個耗能內芯的右端與外套管上下表面的槽2焊接(見圖1(a)).從圖1(a)中的剖面1-1，2-2及3-3中可看出內套管、外套管及耗能內芯三者在支撐兩端及中部的位置關系及連接方式.根據(jù)不同的結點形式或者試驗需要，支撐兩端各需要一個連接系統(tǒng)以傳遞外荷載.左連接系統(tǒng)為左T形連接板，右連接系統(tǒng)由右矩形連接板、右連接角鋼、右T形連接板及高強螺栓組成.整個防屈曲支撐系統(tǒng)的運動機理為內套管和外套管之間的相對運動拉動或推動與它們相連的耗能內芯伸長或縮短.耗能內芯(EDC)恢復力模型可簡化為一個雙線性彈塑性模型，如圖1(b)所示.圖中，縱坐標為作用在耗能內芯的軸向荷載Fc;橫坐標為耗能內芯的變形量uc;Fyc為耗能內芯的屈服力;uyc為屈服變形;Fcm為耗能內芯的最大恢復力;ucm為耗能內芯的最大位移;Foc為耗能內芯回到位移零點時的恢復力(即殘余力);Kc1為耗能內芯的彈性剛度;Kc2為耗能內芯的屈服后剛度.

圖1 防屈曲支撐系統(tǒng)

1.2 自復位系統(tǒng)的組成

自復位系統(tǒng)是在防屈曲支撐的基礎上增加了預應力復位材料，使得體系在初始階段便有很大的抵抗變形的剛度儲備.復位筋按照圖2(a)的方式錨固于左右2塊端板上.2塊端板分別位于外套管(也即內套管)的兩側，與2個套管間僅有接觸壓力，無其他連接.從圖2(a)中的剖面1-1可看出主要部件內套管、外套管、耗能內芯及復位筋四者的位置關系.不考慮耗能內芯的作用時，復位系統(tǒng)的恢復力為雙線性彈性模型，如圖2(b)所示.圖中，縱坐標為作用在整個支撐上的軸向荷載Fs;橫坐標為復位筋的變形量us;Fys為自復位系統(tǒng)的“屈服力”;uys為“屈服位移”.外荷載為零時，剛性端板將復位筋中的預應力F0按剛度分配給內、外套管，其反力分別為Fin和Fout.此時，內、外套管壓縮位移為 uys=F0/Ks1=Fys/Ks1，其中，Ks1=Kb+Kout+Kin，Kb，Kout，Kin分別為復位筋、外套管及內套管的剛度.當外力F增大時，2個套管的壓縮量減少，復位筋伸長;直到外力F≈F0，2個套管恢復原長.在這個過程中，套管和復位筋一直處于變形協(xié)調的狀態(tài)，總剛度為整個過程中最大，對應圖2(b)中的第一剛度Ks1.此后，內、外套管開始相對運動，自復位體系的總剛度為Ks2=Kb.由于連接端的剛度影響僅相當于在整個系統(tǒng)上串聯(lián)2個已知剛度的彈簧，因此在分析體系力學機理時，先不作考慮.

圖2 自復位系統(tǒng)組裝與恢復力模型

自復位防屈曲支撐系統(tǒng)實際工作時，耗能內芯及自復位體系可視為并聯(lián)受力，獨立工作.因此，系統(tǒng)的總滯回模型可由兩者的恢復力疊加得到，如圖3所示.圖中，縱坐標Fsc為自復位防屈曲支撐的恢復力;橫坐標us為復位筋的變形量;Fy為自復位防屈曲支撐在位移為uys時的“恢復力”;Fm及um分別為自復位防屈曲支撐的最大恢復力和最大變形.體系總恢復力可表示為

圖4為自復位系統(tǒng)的力學原理圖.

圖3 自復位防屈曲支撐理論滯回模型

圖4 自復位防屈曲支撐力學原理

1.3 復位系統(tǒng)與防屈曲支撐的關系

由圖1(b)和圖2(b)可知，當防屈曲支撐與自復位體系都回到位移零點時，自復位體系的恢復力為零，防屈曲支撐的恢復力為 Foc≤Fcmax，其中Fcmax為考慮耗能內芯強化后的最大恢復力.顯然，在位移零點時，F(xiàn)oc與Fys并不平衡.但若使 Fys≥Fcmax，便能保證復位系統(tǒng)與防屈曲支撐平衡時的位移小于uys=Fys/Ks1.對于一般自復位防屈支撐構件，由于Ks1包含了2個鋼管的彈性剛度，其相對于預應力F0=Fys來說很大，即uys很小，因此當兩者平衡時的殘余位移可忽略不計，可視其已達到復位效果.由于Fys=F0，因此F0≥Fcmax即為保證自復位防屈支撐復位的條件.

由于自復位防屈曲支撐的耗能能力完全取決于其中的耗能內芯，因此在保證復位的前提下，增大耗能內芯的彈性剛度及屈服位移便能增大耗能能力，而預應力則越小越有利于耗能.因此，F(xiàn)0=Fcmax為復位筋與耗能內芯之間的最優(yōu)配置.

2 自復位防屈曲支撐試件的設計與制作

2.1 耗能內芯的材性試驗

耗能內芯板性能如表1所示，延伸率達35%，可看出此批鋼板具有良好的延性，適合作為耗能材料.

表1 耗能內芯材料性能試驗結果

2.2 自復位防屈支撐試件預應力F0的設計及自復位材料的選取

根據(jù)內芯材料性能試驗結果及防屈曲支撐試驗結果［1］，可預測 Fcmax=1.5Fyc=129 kN，取 F0=1.5Fcmax=2.25Fyc≈200 kN.

理想的自復位材料不僅要提供恢復力，還應具備足夠的可恢復變形能力.例如，按照大震時使框架層位移達到2%，則支撐的變形應達到0.87%.本設計中支撐總長為1 950 mm，其中復位筋復位段長度約為1 100 mm.假設支撐與水平成30°角，不考慮支撐與結構連接節(jié)點的影響，那么復位段在加載過程中的伸長率需求則為1.54%.

設自復位材料總應變?yōu)棣膁b，則

式中，δb0為預應力階段復位筋的變形率，δb0=F0/(EbAb)=0.18%，Eb，Ab為復位筋彈性模量和截面積;δ為復位筋在試件加載過程中的伸長率.

根據(jù)以上計算，為了使內芯充分耗能，自復位防屈曲支撐的變形應達到δdb=1.72%，遠遠超過正常鋼材的彈性變形極限(0.1% ～0.9%).分別對玻璃纖維繩(GROPE)、高強度鋼絞線、玻璃纖維增強樹脂棒材(GFRP)以及杜邦公司生產(chǎn)的Kelvlar芳綸纖維增強樹脂棒材(AFRP)進行了拉伸試驗，結果見表2.由表可見:玻璃纖維繩雖然變形能力尚可，但其強度過低，這樣會導致其截面過大，不適合實際應用;玻璃纖維增強樹脂筋雖然強度很高，變形能力也較強，但是在遠小于其理論強度時出現(xiàn)了滑移，因此尚需要對其錨固進行系統(tǒng)的研究;AFRP棒材強度很高，但變形能力不足.而高強度鋼絞線的強度滿足要求，并且錨固也相對簡單，因此，本試驗采用1 860 MPa高強度鋼絞線提供復位力.

表2 4種拉伸材料的材料性能試驗結果

2.3 自復位防屈支撐試件主要零部件設計及加工

根據(jù)以上設計準則，共設計了4個試件.表3給出了試件編號和試件類型，其中BRB，SC，SCBRB分別表示防屈曲支撐、純復位裝置及自復位防屈曲支撐.試件主要組成部件尺寸及材料如表4所示，部分零件如圖5所示.

表3 試件編號

圖5 自復位防屈曲支撐的部分零件

表4 自復位防屈支撐試件主要零部件尺寸及材料

3 自復位防屈曲支撐的擬靜力試驗

為了便于對比復位效果，分別進行防屈曲支撐(B-1)、復位裝置(B-2，B-3)及自復位防屈曲支撐(B-4)共4個試件的擬靜力試驗研究.試驗在哈爾濱工業(yè)大學結構與抗震實驗中心的2 500 kN MTS TestStarⅡ型電液伺服試驗機上進行.

3.1 防屈曲支撐B-1的擬靜力試驗

圖6為防屈曲支撐B-1試驗照片.該試驗以位移控制加載，采用鋸齒波，加載速率為4 μm/s.加載結果如圖7所示，可看出B-1雖然具有良好的耗能效果，但是卻存在明顯的殘余變形，表5給出了各圈中殘余變形與最大變形.由表中數(shù)據(jù)知，兩者比值從第1圈的0.68增大到第4圈的0.87.可見，隨著最大變形的增大，其殘余變形也顯著增加.

圖6 B-1擬靜力試驗裝置圖

圖7 B-1的滯回曲線

表5 B-1最大變形與殘余變形

3.2 純復位裝置B-2和B-3的擬靜力試驗

為了驗證預應力是否達到預期值，對純復位支撐B-2和B-3進行擬靜力試驗.試件B-2試驗按照力控制加載，加載速率為3 kN/s，加載至±590 kN，往復4圈.試驗得到的復位裝置力-位移曲線如圖8所示.但在接近位移零點范圍內(約±1 mm內)，試驗的剛度幾乎為零，沒有出現(xiàn)理想的雙折線.經(jīng)推斷，可能是以下原因:①焊接外套管與右連接系統(tǒng)時，高溫使得原本施加的預應力幾乎消失;②2個鋼管之間可能存在著2 mm的長度差，使得較短的鋼管在較長的鋼管內部自由滑動了2 mm.

圖8 B-2的力-位移曲線

為此，試件B-3的右連接系統(tǒng)用螺栓連接代替焊接，以消除焊接對張拉完的預應力的影響，試件照片如圖9所示.對B-3進行擬靜力試驗，得到的結果曲線如圖10所示.可看出試件產(chǎn)生很大滑移并出現(xiàn)了滯回，這是由于給高強螺栓施加的扭矩不足.但值得注意的是，在接近位移零點位置附近的零剛度段被消除，這說明預應力已經(jīng)加上，因此試件B-2的失敗可以排除是由于2個鋼管可能不等長所致.

圖9 螺栓組裝試件B-3

圖10 B-3的力-位移曲線

因此可以判斷試件B-2失敗的原因應為后續(xù)的大量焊接極大削弱了其本身已經(jīng)建立的預應力，甚至可以使預應力完全消失.

給螺栓施加更多的預緊力后再進行試驗，結果見圖11.可看出，試件出現(xiàn)了雙折線形的力-位移曲線，說明預應力已經(jīng)加上.按照設計的張拉控制，總預應力應為200 kN，而實際預應力僅為110 kN，相當于1.3倍內芯初始屈服力.這是由于用油表來標定預應力仍然存在較大的誤差.從圖11還可看出，試驗存在0.31 mm的殘余變形，這是由內、外套管之間的摩擦引起的.

圖11 增大螺栓扭矩系數(shù)后B-3的力-位移曲線

3.3 自復位防屈曲支撐試驗

自復位防屈曲支撐B-4的試驗采用與B-3相同的加載速率，得到圖12中的滯回曲線.可看出B-4具有良好的復位效果，但是存在0.52 mm的殘余變形.此變形應減去B-3的殘余變形(0.31 mm)才能視為由耗能內芯的存在產(chǎn)生的殘余變形.因此實際殘余變形僅為0.21 mm，與最大變形比值為4.5%，占試件總長的0.011%，此變形小于1.3節(jié)提及的uys，表明復位效果理想.

圖12 B-4的力-位移曲線

4 結論

1)自復位防屈曲支撐綜合了自復位體系及防屈曲支撐的優(yōu)點，構造合理，力學原理明確，以普通鋼材及鋼絞線為原材料，具有良好的工程應用前景.

2)預應力的成功施加及可靠的錨固是保證該構件復位性能的重要環(huán)節(jié).預應力等于耗能內芯整個工作過程中的回復力時，耗能與復位功能達到最優(yōu)配置.本試件中，預應力達到1.3倍內芯初始屈服力時，可提供足夠的恢復力.當預應力施加完成后，不宜對構件進行焊接、熱切割等操作，因為過大的熱量會嚴重削弱預應力，甚至使其消失.

3)經(jīng)過合理設計和加工，自復位防屈曲支撐能夠克服防屈曲支撐耗能內芯的殘余變形，達到預期復位效果.

References)

［1］Zhao J X，Wu B，Ou J P.Flexural demand on pin-connected buckling-restrained braces and design recommendations［J］.Journal of Structural Engineering，ASCE，to appear.

［2］賈明明，張素梅.采用抑制屈曲支撐的鋼框架結構性能分析［J］.東南大學學報:自然科學版，2007，37(6):1041-1047.Jia Mingming，Zhang Sumei.Analysis of steel frame installed with buckling-restrained braces［J］.Journal of Southeast University:Natural Science Edition，2007，37(6):1041-1047.(in Chinese)

［3］Christopoulos C，Pampanin S，Priestley M J N.Performance-based seismic response of frame structures including residual deformations.PartⅠ:single-degree of freedom systems［J］.Journal of Earthquake Engineering，2003，7(1):97-118.

［4］Erochko1 J，Christopoulos C.Residual drift response of SMRFs and BRB frames in steel buildings designed according to ASCE 7-05［J］.Journal of Structural Engineering，ASCE，2011，137(5):589-599.

［5］Ricles J M，Sause R，Garlock M，et al.Posttensioned seismic-resistant connections for steel frames［J］.Structural Engineering，2001，127(2):113-121.

［6］Tremblay R，Lacerte M，Christopoulos C.Seismic response of multi-storey buildings with self-centering energy dissipative steel braces［J］.Struct Eng，2008，134(1):108-120.

［7］Karavasilis T L，Martin T B，Williams S.Development of nonlinear analytical model and seismic analyses of a steel frame with self-centering devices and viscoelastic dampers［J］.Computers and Structures，2011，89(11/12):1232-1240.

［8］宋子文.自復位耗能支撐結構的地震響應分析［D］.哈爾濱:哈爾濱工業(yè)大學土木工程學院，2010.

［9］潘振華，潘鵬，葉列平，等.自復位鋼框架節(jié)點有限元模擬及參數(shù)分析［J］.建筑結構學報，2011，32(3):35-42.Pan Zhenhua，Pan Peng，Ye Lieping，el al.Modeling and parametric study of beam-to-column connection for selfcentering steel moment frames［J］.Journal of Building Structures，2011，32(3):35-42.(in Chinese)

［10］Christopoulos C，Tremblay R，Kim H-J，et al.Selfcentering energy dissipative bracing system for the seismic resistance of structures:development and validation［J］.Structural Engineering，2008，134(1):96-107.