防屈曲约束支撑 (BRB) 作为一种新型的减震构件, 最早来源于地震频发的日本, 它的出现是为了提高建筑物的抗震性能, 减轻结构在受到地震作用时的破坏程度, 因此被广泛应用到结构中, 达到消能减震的目的。

　　 国内外学者对这种组合结构进行了大量研究。顾炉忠等^[1]对采用单斜撑、人字形支撑的防屈曲支撑布置方式的普通梁和宽扁梁混凝土框架进行了拟静力试验, 结果表明人字形支撑框架比单斜撑框架的受力更为合理。吴克川等^[2]对采用防屈曲约束支撑加固后的玉溪一中教学楼进行了反应谱分析和时程分析, 发现加固后的结构的抗震性能得到了很大提高。孔祥雄等^[3]对含有防屈曲约束支撑和普通支撑的一榀工字钢框架进行了拟静力试验研究, 结果表明, 防屈曲约束支撑与普通钢支撑相比, 在提高工字钢框架侧向刚度和承载力的同时, 提高了结构的耗能能力和延性性能。胡大柱等^[4]对防屈曲约束支撑铰接框架结构模型进行了地震振动台试验研究, 结果表明, 结构在1.2g峰值加速度的地震荷载作用下, 防屈曲约束支撑仍然没有屈曲, 组合结构没有明显损伤。李国强等^[5]提出防屈曲约束支撑可以在降低结构造价的同时, 能够改善结构的抗震性能, 提高结构的抗扭刚度和耗能能力。任重翠等^[6]运用ABAQUS软件分别对采用普通支撑和防屈曲支撑作为伸臂桁架斜腹杆加固的超高层建筑进行了动力时程分析, 结果表明, 防屈曲支撑能在大震作用时率先达到屈服, 耗散地震能量, 较普通支撑滞回性能稳定。乔金丽等^[7]对普通截面混凝土框架中一跨内安装防屈曲约束支撑和不安装防屈曲约束支撑的两榀框架进行了拟静力试验研究, 结果表明, 防屈曲约束支撑极大地改善了原结构的抗震性能。

　　 针对异形柱框架结构抗震性能较差的缺点, 在异形柱框架结构中加入防屈曲约束支撑, 可以在兼顾异形柱结构美观、空间布置灵活性的同时, 提高异形柱框架结构的抗震性能。为了研究异形柱框架结构的抗震性能和实现防屈曲约束支撑的近一步推广, 有必要对组合结构的抗震性能进行深入研究。

　　 试验模型的原型为云南昆明地区某一六层异形柱框架结构的住宅工程, 抗震设防烈度为8度, 场地类别为Ⅲ类, 原结构的薄弱部位是底部三层, 为了研究异形柱框架住宅结构薄弱层的抗震性能, 简化选取原住宅结构底部三层中的一榀平面框架进行研究, 并对原结构尺寸进行1∶3的比例缩尺, 模型各参数的相似比见表1。试验模型设计为三层两跨异形柱混凝土框架, 柱子为等肢异形柱, 肢高为233mm, 肢厚为83mm, 肢高肢厚比为2.8, 边柱截面为T形, 中柱为十字形, 左跨1 292mm, 右跨1 392mm, 层高均为1m, 钢筋混凝土框架梁梁高为183mm, 宽为83mm, 异形柱框架尺寸及配筋如图1所示。

　　 框架结构的中心支撑布置形式主要有以下几种:对角斜撑、人字形支撑、K形支撑、X形交叉支撑等。K形布置会不利于框架柱中部的节点受力, X形交叉布置由于支撑中心部位截面较大, 往往在实际施工中很难实现, 故防屈曲约束支撑通常采用对角斜撑和人字形支撑布置形式, 又由于在相同的侧向位移下, 人字形支撑的变形量要大于对角斜撑布置, 即进入塑性状态以后的耗能能力要优于对角斜撑, 而且人字形布置防屈曲约束支撑有利于均匀分散框架受侧向力时在框架梁柱中产生的内力, 加之某些框架结构由于建筑出入口的使用空间和使用功能的需要, 使得人字形支撑布置在框架结构中应用广泛, 故试验设计为一榀左边跨布置人字形防屈曲约束支撑的异形柱混凝土框架 (即有撑框架) , 防屈曲约束支撑通过预埋件与混凝土梁柱节点相连;另一榀为无撑的普通异形柱混凝土框架 (即无撑框架) 作对比试验研究, 防屈曲约束支撑为耗能型防屈曲约束支撑, 设计屈服轴力为40kN, 芯材为低屈服强度钢材Q225LY, 截面尺寸为22×8, 屈服应力为227MPa, 防屈曲约束支撑构造如图2所示。

　　 试验加载前, 在框架左侧边柱每层设置位移传感器, 测出框架各层水平方向的绝对位移值, 在框架每跨柱顶设置竖向油压千斤顶及荷载传感器, 并通过反力横梁下的滚轴支座向框架柱顶施加轴向压力, 然后根据荷载传感器反映的数据调节轴向压力, 直至使边柱轴力为110kN, 中柱轴力为150kN, 构件试验时采用水平双向油压千斤顶在墩顶加载头处施加水平荷载, 在加载头处安装荷载传感器, 实测水平荷载的大小, 试件的加载装置及位移计布置如图3 (a) 所示。试验加载时采用拟静力加载方案, 加载程序为荷载-位移混合控制, 框架中的钢筋屈服前以荷载控制:无撑框架采用10kN荷载量级加载, 有撑框架采用20kN的荷载量级加载, 每级循环一次, 试验时临近框架受力钢筋屈服时, 可适当减小荷载量级 (有撑框架±130kN加载后进行±140kN加载) 。框架梁中受力钢筋屈服后采用框架顶层水平方向的屈服位移控制, 每级循环三次, 当荷载降至85%的极限荷载时, 终止试验。框架的试验现场加载如图3 (b) , (c) 所示。

　　 正向60kN加载时, 各层梁上下部位的受拉裂缝开始交汇, 大致呈与梁轴线成45°相互交叉, 并贯通整个梁截面, 边柱开始出现横向受拉裂缝, 此时右半跨二层梁下部纵筋、右边柱脚外侧处纵筋达到屈服, 顶层位移达到30.09mm;负向60kN加载时, 二层梁柱节点的右侧梁下部纵筋达到屈服, 中柱柱脚右侧纵筋屈服, 二层梁柱节点塑性铰形成, 此时顶层位移为-32.82mm, 异形柱框架达到屈服状态, 以屈服位移Δ_y=31.46mm (正负向均值位移) 控制加载;当加载到2倍屈服位移Δ_y第一次循环时, 框架达到峰值荷载 (正向74.48kN, 负向67.59kN) , 正向顶层位移达到62.34mm, 负向为62.22mm, 此时柱身的横向裂缝贯通整个柱截面, 节点核心区混凝土损伤严重, 梁端混凝土与柱脱离, 底层、二层节点核心区混凝土松动、剥落, 三层轴力加载柱端区域产生竖向贯通裂缝, 整个框架已明显倾斜失稳, 结构达到极限承载力。当卸载至极限荷载的85%左右 (正向79.63%, 负向86.26%) 时, 停止加载。框架破坏现象如图4所示。

　　 正向140kN加载时, 右半跨底层、二层梁上部纵筋开始屈服, 顶层位移达到91.80mm;反向140kN加载时, 左半跨二层梁上部纵筋达到屈服, 顶层位移达到85.32mm, 顶层梁上下部受拉裂缝开始交汇, 底层、二层梁身裂缝基本交汇完成, 节点核心区受拉裂缝、底层柱根部弯剪斜裂缝大量发展, 此时认为有撑框架结构屈服, 屈服位移Δ_y=88.56mm (正负向位移取均值) , 此后采用位移控制。1倍屈服位移Δ_y控制时, 二层梁柱节点塑性铰形成;2倍屈服位移Δ_y控制时, 框架达到极限荷载 (正向168.28kN, 负向185.52kN) , 顶层正向位移为130.22mm, 负向位移为170.07mm, 无撑一跨的梁柱节点核心区混凝土失效脱落, 防屈曲约束支撑的一跨内, 中柱二层梁柱节点混凝土松动脱落以及底层柱脚处与支撑连接处混凝土有略微的松动, 其他各层节点核心区未发现松动脱落现象, 此时结构已严重倾斜失稳, 达到极限承载力, 开始卸载, 当荷载卸至极限荷载的85%左右 (正向87.76%, 负向84.89%) 时, 停止加载, 试验结束。破坏现象如图5所示。

　　 两榀框架梁身裂缝关于梁轴线上下对称, 在梁中部弯剪斜裂缝呈45°斜向交叉, 且越远离梁端裂缝越少, 符合框架在往复荷载下的应力分布规律, 即在梁柱节点区域弯矩和剪力最大, 梁跨中弯矩剪力较小。两榀框架屈服时都是二层梁中纵筋率先屈服, 不同的是此时无撑框架的边柱和中柱的柱脚处纵筋已达到屈服状态, 而有撑框架柱的纵筋未发生屈服。

　　 无撑框架破坏主要是底层、二层节点核心区混凝土的受拉破坏, 边柱的弯曲受拉、受剪破坏, 塑性铰首先在底层、二层梁柱节点产生;有撑框架破坏主要集中在无撑的一跨内各层的梁柱节点, 为受拉破坏, 进而形成塑性铰, 有防屈曲约束支撑的一跨内仅柱脚和二层梁柱节点有轻微损伤, 此跨内塑性铰没有完全形成。总体来看, 有撑框架较无撑框架破坏程度较轻, 特别是有防屈曲约束支撑的一跨内, 基本未发生严重破坏。

　　 图6为两榀框架顶层梁端滞回曲线。可以看出, 无撑框架滞回曲线在坐标原点有明显的“捏拢”现象;而有撑框架滞回曲线呈现梭形, 滞回曲线的形状非常饱满, 相比无撑框架, 饱满程度明显提高, 反映出整个结构的塑性变形能力很强, 抗震性能良好。

　　 图6 两榀框架的顶层梁端滞回曲线图

　　 在荷载控制阶段, 荷载与位移基本呈线性关系, 两榀框架在该阶段无较大残余变形产生, 无撑框架在±60kN荷载控制过程中, 顶层残余变形为7.57mm, 梁中纵向受力钢筋达到屈服;而有撑框架±90kN荷载控制前, 顶层残余变形仅为7.27mm, 无撑框架在屈服阶段以前、有撑框架在±90kN荷载控制前, 框架处于弹性工作状态, 且在此阶段有撑框架的侧向刚度大于无撑框架。

　　 当水平力继续增加, 无撑框架在±60kN荷载控制时, 梁中纵向受力钢筋达到屈服, 此时采用屈服位移控制, 滞回曲线随着荷载的递增, 斜率逐渐减小, 但其顶层残余变形始终在8.40～11.07mm (正向) 、-3.05～-4.90mm (负向) 范围内, 其滞回曲线变化不明显, 在卸载过程中, 曲线仍然靠近坐标原点, 框架耗能能力较弱。有撑框架在±90kN荷载控制时, 梁中纵筋还没有达到屈服状态, 原因是由于人字形防屈曲约束支撑先于梁中纵向钢筋屈服, 延缓了梁中受力钢筋的屈服时间, 率先为异形柱框架提供了较大的位移延性, 直到±140kN荷载控制时, 此时, 纵向受力钢筋才发生屈服, 卸载后顶层残余变形为59.64mm, 较无撑框架增大了52.07mm, 有撑框架的荷载控制的加载过程中, 随着位移循环次数的增加, 其滞回曲线远离坐标原点的程度加大, 即残余变形逐渐增大。屈服阶段以后, 随着位移的不断成倍增加, 无撑框架滞回曲线的饱满程度逐渐降低, 而有撑框架滞回曲线逐渐趋于饱满。

　　 图7 (a) 为框架的荷载-整体位移骨架曲线。可以看出, 有撑框架骨架曲线延伸较无撑框架的延伸范围大, 无撑框架纵向受力钢筋屈服以后骨架曲线斜率显著降低。无撑框架在±60kN荷载控制以前, 框架处于弹性工作阶段, 骨架曲线为直线上升段, 整个框架基本没有累计损伤;荷载加到±60kN时, 梁中纵筋达到屈服应力, 钢筋开始屈服, 此时骨架曲线斜率较弹性阶段变缓, 但仍处于上升趋势;当加载到极限荷载时, 骨架曲线达到峰值点, 继续加载, 随着位移不断增加, 框架抵抗水平荷载的能力减小, 骨架曲线开始下降。有撑框架的弹性阶段与无撑框架基本相同, 而屈服阶段有所不同, 有撑框架在梁中纵向钢筋屈服前存在两个阶段:第一个阶段是人字形防屈曲约束支撑屈服之前的阶段 (±90kN加载前) , 第二个阶段是人字形支撑屈服后至梁中纵向钢筋屈服前的阶段 (±140kN加载前) 。在第一个阶段, 整个有撑框架结构处于弹性阶段, 结构基本没有累积损伤。直至加载到±90kN时, 进入第二个阶段, 防屈曲约束支撑先于钢筋发生屈服, 防屈曲约束支撑进入工作状态, 此后骨架曲线斜率明显减小, 此时, 框架实际已经进入塑性阶段, 防屈曲约束支撑在此阶段以后开始发挥其耗能作用, 且防屈曲约束支撑的存在使得随后的钢筋屈服对框架的骨架曲线斜率影响较小。

　　 图7 (b) , (c) 为两榀框架的层间位移曲线图, 可以看出, 有撑和无撑框架在相同水平荷载作用下, 二层的层间位移最大, 其次是顶层层间位移, 最小的是底层层间位移。由此表明:底层的层间刚度最大, 二层的层间刚度最小。有撑框架的层间位移在 -90～65mm之间, 无撑框架基本都在-30～30mm之间, 在框架破坏前, 相比无撑框架, 有撑框架能承受较大的侧向位移, 说明防屈曲约束支撑提高了异形柱框架的侧向塑性变形能力。

　　 图8为两榀框架的整体刚度退化曲线及各层层间刚度退化曲线。可以看出, 有撑框架的初始刚度较无撑框架有所提高:底层层间刚度提高了52.73%, 二层层间刚度提高了101%, 顶层层间刚度提高了74.63%, 整体刚度提高了61.57%。当侧向刚度相同时, 有撑框架较无撑框架的侧向位移大。

　　 有撑框架和无撑框架的刚度退化趋势基本相同, 都是结构屈服前刚度退化很快, 而后退化较缓, 所不同的是有撑框架较无撑框架刚度退化缓慢。从层间刚度退化曲线可以看出, 框架底层层间刚度最大, 顶层层间刚度其次, 二层层间刚度最小, 即与前面骨架曲线的分析相吻合。两榀框架梁中纵向受力钢筋屈服前底层层间刚度退化最慢, 其次是顶层, 二层层间刚度退化最快, 当梁中纵向受力钢筋屈服以后 (有撑框架达到±140kN荷载循环, 无撑框架达到±60kN荷载循环) , 各层的层间刚度退化速率基本相同。

　　 两榀框架的各阶段试验结果列于表2。表中屈服点为框架梁中纵向受力钢筋达到屈服时的荷载循环;当滞回环达到峰值荷载时, 对应下降段的荷载值为峰值荷载的85%为破坏荷载。

　　 从表2可以看出, 有撑框架峰值荷载较无撑框架提高了1.50倍, 梁中纵向钢筋的屈服荷载提高了1.40倍;有撑框架各层的最终水平侧向位移较无撑框架均有所提高。无撑框架的位移延性系数 (取正负方向均值) 是底层最大, 其次是二层, 最小的是顶层, 而有撑框架的延性系数自底层到顶层逐渐增大, 防屈曲约束支撑使框架结构的延性分布更加合理, 更有利于结构抗震。

　　 如前所述, 由于防屈曲约束支撑改变了框架原有的屈服机制, 使得结构发生两阶段屈服, 故结合试验现象及试验结果, 针对有撑框架结构的屈服状态的判定, 笔者认为应该以防屈曲约束支撑的屈服为准, 能更好地反映防屈曲约束支撑对异形柱框架的增强机理, 更符合有撑框架的实际屈服机制, 试验研究发现, 当有撑框架在±90kN荷载循环时, 防屈曲约束支撑开始屈服, 此时框架实际上已进入塑性状态, 框架结构的试验结果见表3。而将防屈曲约束支撑屈服定义为有撑框架结构的屈服点, 计算所得的延性系数在5.63～8.78范围内, 达到了一般延性框架的延性系数大于4的规定, 满足抗震要求。

　　 无撑框架的层间极限位移角在1/49～1/38范围内, 整体极限位移角达到1/42;有撑框架层间极限位移角在1/27～1/11范围内, 整体极限位移角达到1/15, 两种框架的层间极限位移角均小于《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) ^[8]中给出的钢筋混凝土框架结构在罕遇地震时, 结构防止倒塌的层间位移角的限值1/50, 且有撑框架的层间位移角和整体极限位移角增大了近2～3倍, 说明有撑框架较无撑框架有更强的抗倒塌能力。

　　 图9、图10是两榀框架每次加载循环的耗能图。图中横坐标±Δ_ym-n表示m倍屈服位移加载的第n个循环, 纵坐标表示结构消耗的能量。可以看出, 有撑框架由于支撑先于钢筋屈服, 从±90kN开始, 其耗能能力增长较快, 到±140kN梁中纵向钢筋屈服时, 耗能能力达到最大, 直到破坏前, 耗能能力基本不发生变化;无撑框架同样在钢筋屈服时, 耗能能力达到最大, 所不同的是无撑框架在钢筋屈服后的耗能能力呈下降趋势, 说明无撑框架在结构进入塑性状态后的抗震性能不如有撑框架。有撑框架的滞回环的最大耗能量约是无撑框架的15.2倍, 防屈曲约束支撑可以很好地发挥其耗能能力。

　　 图11是两榀框架的等效黏滞阻尼比随框架水平位移的变化曲线图。可以看出, 两种框架的初始等效黏滞阻尼比较小, 弹性阶段基本不具备耗能能力;随着框架逐渐进入屈服阶段, 顶层位移不断增加, 有撑框架的等效黏滞阻尼比成倍增长, 而无撑框架的等效黏滞阻尼比增长幅度较小。两种框架的等效黏滞阻尼比都是在结构屈服时达到最大值, 无撑框架的等效黏滞阻尼比最大值为0.097, 有撑框架的等效黏滞阻尼比最大值为0.265, 较无撑框架提高了1.73倍。无撑框架在结构屈服以后, 等效黏滞阻尼比逐渐减小;而有撑框架在结构屈服以后, 下降幅度很小, 基本稳定在0.21左右。

　　 防屈曲约束支撑在±90kN加载时, 进入屈服状态, 当达到2倍屈服位移第一次循环控制时, 由于应力集中的影响, 二层防屈曲约束支撑率先沿节点板与支撑的连接处发生平面外失稳破坏, 导致防屈曲约束支撑失去耗能作用, 如图12所示。

　　 通过对无撑异形柱框架和人字形防屈曲约束支撑异形柱框架进行拟静力试验比较研究, 得出以下结论:

　　 (1) 人字形防屈曲约束支撑异形柱框架中的防屈曲约束支撑有效地延缓了梁和柱中纵向受力钢筋的屈服, 推迟了梁柱节点塑性铰的形成时间, 减轻了框架的累计损伤程度, 同时防屈曲约束支撑的存在使得结构发生了两阶段屈服:支撑先屈服, 梁主筋后屈服。且防屈曲约束支撑屈服后, 梁中纵向受力钢筋发生屈服对框架的骨架曲线斜率影响较小。

　　 (2) 针对人字形防屈曲约束支撑的异形柱框架的屈服指标的判定方法, 提出以防屈曲约束支撑开

　　 始屈服作为人字形防屈曲约束支撑异形柱框架进入屈服状态的指标, 相对比较合理。

　　 (3) 人字形防屈曲约束支撑异形柱框架的耗能能力在框架梁中纵向受力钢筋屈服前成倍增长, 直到破坏前耗能能力没有明显下降, 而无撑异形柱框架屈服前的耗能能力增长缓慢, 且屈服后有明显下降。同时, 防屈曲约束支撑提高了结构的等效黏滞阻尼比, 使结构在屈服以后至破坏前的阶段等效黏滞阻尼比下降幅度较小。

　　 (4) 防屈曲约束支撑固然能大幅度提高异形柱框架的抗震性能, 但由于节点板与核心板连接处容易出现应力集中, 进而导致支撑失稳破坏, 在实际应用中要注意对此处进行加强。