防屈曲支撐混凝土框架抗震性能試驗研究

防屈曲支撐混凝土框架抗震性能試驗研究

0防屈曲支撐混凝土框架結(jié)構(gòu)框架設(shè)計鋼筋混凝土框架的結(jié)構(gòu)在過去的強震中表現(xiàn)出相當一致的趨勢。一個重要原因是底部柱承受了最大豎向壓力和最大地震剪力,這種雙重作用僅靠結(jié)構(gòu)體系本身難以承受。開裂的混凝土構(gòu)件雖可耗能,但總體上耗能少且不穩(wěn)定。使用防屈曲支撐技術(shù)進行改進,既可從受力體系上緩解對底部柱的雙重作用,又能藉防屈曲支撐滯回屈服耗能增加阻尼比,明顯降低結(jié)構(gòu)地震反應(yīng)峰值。在已有的研究成果和工程實踐中,防屈曲支撐在鋼框架中應(yīng)用較多,在混凝土結(jié)構(gòu)中主要用于加固,在新建混凝土結(jié)構(gòu)中尚未見使用防屈曲支撐并進行結(jié)構(gòu)試驗研究的文獻報道。因此,開展新建混凝土結(jié)構(gòu)防屈曲支撐應(yīng)用的試驗研究,對提高混凝土框架結(jié)構(gòu)的抗震性能和可靠性具有重要意義。為了檢驗防屈曲支撐屈服初始位移、連接件及預(yù)埋件設(shè)計、主體結(jié)構(gòu)設(shè)計等是否符合減震設(shè)計要求,檢驗防屈曲支撐與混凝土框架結(jié)構(gòu)協(xié)同工作可靠性,獲得結(jié)構(gòu)抗震性能實測數(shù)據(jù)等,本文設(shè)計制作了三榀防屈曲支撐混凝土框架,分別為普通梁單斜撐框架(BRBCF1)、寬扁梁單斜撐框架(BRBCF2)、普通梁人字撐框架(BRBCF3),進行了擬靜力試驗。研究了結(jié)構(gòu)開裂及裂縫分布及發(fā)展規(guī)律、水平荷載-側(cè)移滯回曲線、水平荷載-支撐軸向變形滯回曲線,分析了骨架線、剛度退化等抗震性能指標,比較了三種結(jié)構(gòu)之間抗震性能的差異,也通過試驗驗證了節(jié)點、預(yù)埋件及連接設(shè)計的可靠性。1試驗總結(jié)1.1防屈曲支撐混凝土框架模型選取某8層鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)辦公樓首層的一個橫向單元為試驗原型。模型制作及試驗在北京工業(yè)大學工程結(jié)構(gòu)實驗中心進行。根據(jù)實驗室條件,確定模型縮尺比例為1∶2。為比較不同支撐方式和梁柱構(gòu)造,設(shè)計了三榀防屈曲支撐混凝土框架,分別為BRBCF1、BRBCF2和BRBCF3。模型考慮了樓板對梁的影響。結(jié)構(gòu)的設(shè)防要求是:小震作用下主體結(jié)構(gòu)和防屈曲支撐保持彈性;中震作用下主體結(jié)構(gòu)構(gòu)件不屈服、防屈曲支撐屈服耗能;大震作用下梁、柱可出現(xiàn)受彎塑性鉸,但不發(fā)生剪切破壞,結(jié)構(gòu)不倒塌,防屈曲支撐不失效,連接件和預(yù)埋件工作可靠,結(jié)構(gòu)承載能力下降不超過10%。1.1.1柱內(nèi)鋼筋設(shè)計主體結(jié)構(gòu)及防屈曲支撐參數(shù)見表1。三榀框架的跨高尺寸、梁柱配筋、支撐總層間剛度完全相同,混凝土樓板板厚均為65mm,寬度1100mm,不同之處是支撐形式、梁截面尺寸以及連接防屈曲支撐的預(yù)埋件構(gòu)造。其中,BRBCF2的梁截面尺寸按抗彎剛度等效的原則進行設(shè)計。柱內(nèi)鋼筋按建筑抗震(減震)計算及規(guī)范規(guī)定要求設(shè)計。幾何尺寸及配筋情況見圖1。梁、柱縱筋選用HRB335,箍筋選用HPB235,板內(nèi)鋼筋選用HPB235。混凝土強度等級均為C30。為防止梁柱節(jié)點外圍因加載出現(xiàn)局部壓碎,在伸出柱外的梁端部和柱頂部設(shè)置了預(yù)埋鋼板。按結(jié)構(gòu)減震設(shè)計要求,防屈曲支撐鋼芯的屈服起始層間位移角設(shè)為1/800。支撐的形狀、放置傾角、工作段截面尺寸、水平側(cè)移剛度等參數(shù)見表1,內(nèi)部構(gòu)造參數(shù)見表2及圖2。鋼芯、約束鋼管、連接件及預(yù)埋件均采用Q235鋼,鋼管內(nèi)填C30混凝土。為研究防屈曲支撐及框架協(xié)同工作性能,表2中防屈曲支撐的連接段截面積、套管尺寸取值略高,螺栓數(shù)量、直徑及連接件等按2.6倍鋼芯截面確定,詳見表3。1.1.2預(yù)埋件結(jié)構(gòu)及錨桿設(shè)置考慮到支撐壓拉強度比、鋼芯材料抗拉強度與屈服強度之比、反復(fù)荷載下塑性應(yīng)變強化等因素對鋼芯承載能力的影響,連接件、預(yù)埋件的設(shè)計與支撐連接段成等強度關(guān)系。連接件具體各參數(shù)見表3。拼接板采用Q345鋼材,板厚同鋼芯取12mm。預(yù)埋件中錨筋采用HRB335鋼筋,錨板采用Q235鋼板,厚度16mm,寬度125mm,錨筋設(shè)置端頭錨板,以彌補錨筋錨固長度的不足。梁、柱預(yù)埋件按混凝土規(guī)范規(guī)定的拉剪和壓剪預(yù)埋件設(shè)計。表4為試驗?zāi)Ｐ退捎玫念A(yù)埋件構(gòu)造參數(shù)。試件BRBCF1和BRBCF2梁上錨筋選1225,設(shè)6排,間距120mm,端距為50mm,錨板長680mm。柱上錨筋選用825,設(shè)4排,間距70mm,端距40mm,錨板長270mm。試件BRBCF3基礎(chǔ)梁錨筋為625,As=2945mm2,設(shè)3排,間距100mm,錨板長280mm。柱上錨筋為825,設(shè)4排,間距100mm,錨板長380mm。梁中錨筋選2025,設(shè)10排,間距80mm,錨板長820mm。1.1.3撐連接段質(zhì)量控制防屈曲支撐、連接件及預(yù)埋件均在鋼結(jié)構(gòu)加工廠制作完成。鋼芯中部設(shè)限位卡,用銑床加工成型。支撐連接段采用E43焊條手工剖口焊。鋼筋采用人工綁扎。碎石混凝土最大粒徑16mm,塌落度180mm。圖3為結(jié)構(gòu)施工現(xiàn)場情形。防屈曲支撐和節(jié)點板采用摩擦型高強螺栓連接,對連接板承壓面進行了打磨麻面處理。螺栓按規(guī)范要求安裝,安裝時控制終擰扭矩值以保證承壓面之間預(yù)壓應(yīng)力。1.2混凝土材性試驗鋼芯和鋼筋力學性能試驗結(jié)果分別見表5和表6。鋼芯材料強屈比平均值fu/fy=1.52。混凝土材性試驗預(yù)留試塊為100mm×100mm×100mm立方體,同條件養(yǎng)護28d,分別取9個試塊進行測試,并按規(guī)范方法轉(zhuǎn)換為標準試塊軸心抗壓強度。第一批(基礎(chǔ)及防屈曲支撐)平均值為35.86MPa,第二批(梁、柱)平均值為32.13MPa。1.3現(xiàn)場試驗加載圖4為試驗加載裝置與測點布置。采用移動支座液壓千斤頂對柱頂施加豎向荷載470kN(相當于首層柱軸壓比為0.33),模擬上部樓層施加給柱的豎向荷載,手動控制保持恒載。樓板上呈梯形布置2.0t砝碼,模擬本層梁及樓面荷載。水平加載采用200t雙向液壓千斤頂,手動控制加載,加載方案見圖5a。預(yù)加載試驗按位移控制,加載至框架層間位移角達到1/1000并保持,檢查儀器儀表工作是否正常、水平推力與側(cè)移是否與設(shè)計相符、框架平面外變形狀況等。仔細檢查混凝土開裂情況,卸水平荷載至零,緊固所有螺栓。正式加載按位移控制,同時觀察框架位移及支撐屈服變形,循環(huán)加載至每級峰值時保持荷載以便觀測裂縫開展情況。加載方法符合JGJ106—96《建筑抗震試驗方法規(guī)程》等現(xiàn)行技術(shù)標準中關(guān)于加載方法的要求。位移加載控制以框架頂點側(cè)移和鋼芯變形雙參量為依據(jù)?？蚣芩絺?cè)移Δ與鋼芯變形d的關(guān)系按設(shè)計參數(shù)在試驗前計算確定,其中BRBCF1的預(yù)測值d見圖5b。首先進行BRBCF2試驗時,位移計D3、D4表架固定在實驗室反力地板上,發(fā)現(xiàn)框架底座沿地表滑動,改為以鋼芯變形進行加載控制。在其后的框架BRBCF1和BRBCF3試驗中,將側(cè)移表架固定在框架基座上(圖4b),解決了底座與地板間滑移而不易進行位移控制加載的問題。實際加載時BRBCF1和BRBCF2為先推后拉,BRBCF3為先拉后推。1.4brbcf2試驗位移測量采用接觸式位移計和拉線式位移計,后者主要用于大距離位移量測。主要記錄框架頂點平面內(nèi)側(cè)移(D3和D4)、鋼芯變形(D1)、框架及支撐平面外側(cè)移(D5、D6、D8)、預(yù)埋件錨板錯動(D11、D12)等。除此之外,還在鋼芯、少量錨筋及鋼筋處粘貼應(yīng)變片進行應(yīng)變觀測,測點布置見圖4b。在對BRBCF2進行試驗時,鋼芯軸向變形的量測采用了拉線式位移計,如圖6所示。試驗中發(fā)現(xiàn)這種鋼制拉線存在一定“重力下垂”,影響位移傳遞的敏感度,在后面的BRBCF1和BRBCF3試驗時采用直桿傳遞接觸式位移量測方法,如圖7所示。2試驗現(xiàn)象2.1錨板內(nèi)裂縫及支護軸向變形(1)分兩級施加豎向荷載至470kN,框架豎向位移表現(xiàn)出線性特征。(2)按框架側(cè)移控制水平加載至1.65mm(層間位移角θ約為1/1000),梁左端底部開始出現(xiàn)裂縫。(3)加載至框架側(cè)移達到2.04mm(θ約為1/880),梁左端裂縫增多且寬度有增大趨勢,梁右端錨板邊緣處混凝土(圖8圈注處)及R柱上部和柱腳(此處為底座梁與柱的施工縫)均出現(xiàn)細微裂縫。(4)加載至支撐軸向變形達到3Dc,裂縫變化不大。至5Dc,側(cè)移達到5.05mm(θ約1/350)。當推力達到640kN,梁右端錨板邊緣出現(xiàn)微裂縫,此后裂縫并未明顯擴展。加載至10Dc(θ約1/190),柱腳根部和梁右端錨板邊緣裂縫寬度繼續(xù)加大,梁左端下部裂縫延伸至板底。(5)加載至支撐軸向變形15Dc,側(cè)移13.94mm(θ約1/130),梁左端出現(xiàn)斜裂縫,由板底向下延伸至梁中部,R柱中部出現(xiàn)微小斜裂縫,柱底端縫寬達1.5mm。梁右端裂縫寬增至2.5mm,埋件外混凝土開始掉皮。(6)加載至支撐軸向變形20Dc,框架側(cè)移18.96mm(θ約1/95),L柱中部出現(xiàn)斜裂縫,板底現(xiàn)彎曲裂縫。梁右端埋件外側(cè)裂縫基本貫通至底部,此級荷載下側(cè)移狀況見圖8a,鋼芯拉伸情況見圖8b。(7)加載至側(cè)移超過30mm(θ為1/60),梁左端底部混凝土被壓酥,開始掉皮。梁右端預(yù)埋件外混凝土脫落嚴重,套管端部混凝土少部脫落。(8)加載至水平側(cè)移達到39mm(θ為1/47),推力達到1150kN,支撐軸向壓縮35.05mm(已超過40Dc),梁右端埋件外(圖8c)混凝土脫落,鋼筋裸露,加載停止。此級荷載下結(jié)構(gòu)承載力比上級仍略有提高,支撐未失效。圖9為試驗完成后繪制的BRBCF1正立面混凝土表面開裂和破損情況。2.2反向加載時力學性能(1)水平加載至450kN未發(fā)現(xiàn)裂縫。繼續(xù)加載,支撐連接處間斷出現(xiàn)砰砰聲,表明螺栓未完全旋緊。(2)加載至框架側(cè)移達到2.04mm(θ為1/880),推力達到505kN。R柱底端施工縫處開始出現(xiàn)裂縫,梁左端底部出現(xiàn)2條底部貫通裂縫,右端埋件外側(cè)底部出現(xiàn)裂縫。(3)加載至側(cè)移4.25mm(θ為1/420),梁右端埋件外側(cè)底部出現(xiàn)裂縫。反向加載時拉力達到687kN,梁左端底部裂縫擴大并延伸至梁中部。加載至支撐軸向變形5Dc,側(cè)移8.33mm(θ為1/220),L柱下部外側(cè)埋件錨板邊緣出現(xiàn)裂縫,R柱底端施工縫處裂縫開始貫通。(4)加載至支撐軸向變形10Dc,側(cè)移13.12mm(θ為1/140),梁右端底部裂縫擴展至板底,梁柱節(jié)點出現(xiàn)斜向微裂縫但未擴展,埋件表現(xiàn)良好。L柱下部外側(cè)埋件錨板邊緣裂縫擴大,此時梁左端開裂,見圖10a。(5)加載至支撐軸向變形15Dc,側(cè)移17.41mm(θ約1/100),R柱距下部1/3層高處出現(xiàn)較長斜裂縫,柱中部開始出現(xiàn)斜裂縫。加載至支撐軸向變形20Dc,側(cè)移22.34mm(θ約1/80),L柱中部及板底出現(xiàn)斜裂縫。此時鋼芯變形情況見圖10b,梁柱施工縫處裂縫擴大,最寬處2mm(圖10c)。(6)加載至側(cè)移36mm(θ為1/50),推力達到1070kN,R柱與地梁施工縫交界處裂縫最寬處達3mm。反向拉力達到1114kN,L柱外側(cè)底部埋件錨板邊緣處混凝土裂縫寬度達2.5mm,R柱中部斜向裂縫基本貫通,寬度達1.2mm。加載停止。圖11為試驗完成后繪制的BRBCF2正立面混凝土表面開裂和破損情況。2.3加載梁左端塑性鉸(1)試驗先拉后推加載?？蚣軅?cè)移達到2.04mm(θ為1/880)時無明顯裂縫。(2)加載至框架側(cè)移3.27mm(θ為1/550),梁左端底部出現(xiàn)裂縫,延伸至梁截面中部。梁右端梁板交界處出現(xiàn)斜裂縫。R柱底端內(nèi)側(cè)錨板邊緣及下部外側(cè)1/3高度處出現(xiàn)短小裂縫。(3)加載至支撐軸向變形5Dc,側(cè)移達到6.92mm(θ約1/260),梁兩端均出現(xiàn)裂縫,向上延伸至梁中部。梁兩端開裂情況、荷載及側(cè)移對稱性均較好。(4)加載至支撐軸向變形10Dc,側(cè)移達12.71mm(θ約1/140),R柱內(nèi)側(cè)中下部出現(xiàn)貫通正截面裂縫,梁柱節(jié)點處開始出現(xiàn)微小斜裂縫,延伸至中部。錨板與框架工作良好。(5)加載至支撐軸向變形15Dc,側(cè)移達19.34mm(θ約1/93),拉力達997kN,推力1029kN。R柱中部裂縫加寬并呈斜向發(fā)展。加載至框架側(cè)移22.5mm(θ為1/80),梁左端部混凝土開始脫皮。(6)加載至支撐軸向變形25Dc,側(cè)移達31.85mm(θ約1/60),梁左端混凝土被壓酥并開始脫落,如圖12a所示。圖12b為θ達到1/50時支撐鋼芯被拉出的變形情況。(7)加載至側(cè)移48mm,θ達到1/38,拉力達到1139kN,R柱中部裂縫擴展嚴重。反向加載時推力達到1170kN。加載第2次循環(huán)時BRB-4端部鋼套管被撕開,BRB-3平面外失穩(wěn),荷載下降,加載停止。圖12c為梁左端塑性鉸的最終狀況。圖13為試驗完成后繪制的BRBCF3正立面混凝土表面開裂和破損情況。2.4梁兩端裂縫發(fā)育時期通過對三榀設(shè)有防屈曲支撐的混凝土框架的試驗現(xiàn)象的描述,可以看出三個試件破壞過程的相同之處是:加載至層間位移角θ為1/1000時,試件基本無裂縫,處于彈性狀態(tài);加載至θ為1/880時,支撐開始屈服;加載至θ達到1/800～1/550,梁兩端開始出現(xiàn)彎曲裂縫,柱出現(xiàn)裂縫比梁稍晚;θ約1/100時柱出現(xiàn)斜裂縫,隨后雖有所加寬,但直至加載完成并未發(fā)生剪切破壞;支撐軸向位移為15Dc～20Dc(θ約1/80～1/100)時梁端混凝土開始脫皮,梁端截面明顯進入塑性鉸工作階段;此階段及隨后試驗中,支撐均處于大變形交替拉、壓屈服狀態(tài),可保持承載力,直至梁端混凝土壓酥脫落,達到塑性鉸極限,加載停止。整個試驗過程防屈曲支撐、預(yù)埋件、連接件及梁柱節(jié)點工作穩(wěn)定,表現(xiàn)良好。不同之處是:普通梁單斜撐框架(BRBCF1)梁右端和R柱開裂較重,寬扁梁單斜撐框架(BRBCF2)梁兩端裂縫較少,僅R柱開裂比較嚴重;普通梁人字撐框架(BRBCF3)梁兩端開裂情況比較均勻,支撐上部與梁連接的部位混凝土開裂較輕。3試驗結(jié)果及分析3.1加載試驗結(jié)果圖14為三榀防屈曲支撐混凝土框架試件的荷載-側(cè)移滯回曲線。圖14a為試件BRBCF1水平荷載與框架側(cè)移滯回曲線。在試驗中由于加載桿螺栓松脫,中間調(diào)整了兩次水平加載拉桿及分配梁的位置,操作過程中碰到測量支架,后將儀表測桿根據(jù)試驗記錄調(diào)整至脫落前的狀態(tài),故位移數(shù)據(jù)存在一定的人為誤差。試驗加載至最大層間位移角達到1/47,且試件承載力未有下降。圖14b為試件BRBCF2水平荷載與框架側(cè)移滯回曲線。試件BRBCF2加載至層間位移角約1/50,支撐屈服位移已經(jīng)達到32Dy,停止加載。根據(jù)加載完畢后該試件的混凝土開裂情況(圖11)、支撐鋼芯工作情況(圖10)以及滯回曲線(圖14b)的表現(xiàn)等進行推斷,仍可進一步加載。同圖14a和14c相比可以看出,該框架加載至層間位移角接近1/50時,結(jié)構(gòu)整體承載力仍處在明顯上升段。圖14c為試件BRBCF3水平荷載與框架側(cè)移滯回曲線。試驗加載至θ為1/39。結(jié)構(gòu)承載力未出現(xiàn)明顯降低。綜合比較,三榀框架在整個加載過程中滯回曲線飽滿,從加載始至θ達到1/50～1/40(從曲線上看分別為1/52、1/47、1/39),結(jié)構(gòu)承載力始終未明顯降低,同級位移下滯回曲線幾乎重合,未出現(xiàn)承載力和剛度退化現(xiàn)象,三榀框架都表現(xiàn)出良好的滯回性能和變形能力。3.2框架剛度退化規(guī)律框架的水平荷載與層間側(cè)移的骨架曲線如圖15所示(拉力為正,推力為負)。可以看出:①當防屈曲支撐屈服后,曲線出現(xiàn)明顯的拐點,剛度降低;②防屈曲支撐屈服以后,承載力仍然有較大幅度的提高。例如為統(tǒng)一比較,取層間位移角為1/50時的最大平均荷載與屈服平均荷載的比值分析,試件BRBCF1、BRBCF2、BRBCF3的比值分別為2.206、1.936、2.083;③當θ達到1/50(人字形支撐達到1/40)時,承載力并沒有降低。三榀框架骨架曲線形狀接近。由于防屈曲支撐的力學性能與本身構(gòu)造有一定關(guān)系,分別統(tǒng)計正向、反向加載割線剛度。為顯示框架受拉、壓荷載下因支撐布置不對稱性對剛度統(tǒng)計值的影響,分別取滯回曲線的上、下半周,依據(jù)文獻的統(tǒng)計方法對割線剛度進行統(tǒng)計,如圖16所示(拉力為正,推力為負)。由圖16可以看出,三榀框架剛度退化規(guī)律基本一致,但相同側(cè)移下剛度值存在差別,主要是與摩擦連接效果以及防屈曲支撐進入屈服早晚有關(guān),與結(jié)構(gòu)及支撐的對稱性也有一定關(guān)系。說明防屈曲支撐在小位移下起到增加剛度的作用,在大位移下等效剛度減小,耗能增加,有利于減小地震作用。3.3抗屈曲支撐材料三榀防屈曲支撐混凝土框架雖然在設(shè)計上側(cè)移剛度完全相同,但因支撐形式、梁截面形式以及埋件位置等有所不同,結(jié)構(gòu)抗震試驗表現(xiàn)亦有所差異,分析如下:試件BRBCF1與BRBCF2相比,雖然二者梁的彈性抗彎剛度相同,但因前者梁截面較高,在結(jié)構(gòu)達到相同層間位移角時,梁截面邊緣的應(yīng)變大于后者,因而開裂相對較早、截面進入塑性鉸也較早;梁對柱的側(cè)移約束作用前者大于后者,因此柱開裂程度以前者略重;后者由于梁高較小,梁上裂縫發(fā)展緩慢,加載至層間位移角為1/50時仍未出現(xiàn)較大貫通裂縫。二者的相近之處是R柱比L柱開裂和屈服早,這主要是因為單斜撐連接在R柱頂端所致。試件BRBCF3與BRBCF1相比,試件BRBCF3的防屈曲支撐對稱布置,梁上連接點為梁內(nèi)受力最小部位,梁開裂及塑性鉸出現(xiàn)位置均集中在梁兩端部,試件BRBCF1集中在梁端預(yù)埋件邊緣。試件BRBCF3充分發(fā)揮混凝土塑性鉸作用,使兩側(cè)柱均勻受力。試件BRBCF3加載的對稱性、滯回曲線的對稱性均好于試件BRBCF1,混凝土梁、柱構(gòu)件能充分發(fā)揮各自的抗震性能,使防屈曲支撐可獲得更好的耗能效果。研究表明,三個防屈曲支撐混凝土框架試件的承載力(試驗值約1200kN,圖15),可達到同條件下純混凝土單榀框架承載力(以文獻規(guī)定的屈服承載力計算方法,材料強度按試驗值計算)的3倍以上。因此,設(shè)置防屈曲支撐可明顯提高混凝土框架的承載力。另外,在規(guī)范允許的結(jié)構(gòu)層間位移角限值范圍內(nèi)(如罕遇烈度下為1/50),經(jīng)歷20次反復(fù)加載,特別是在5～6次循環(huán)大變形(支撐變形在15Dc以上)加卸載條件下,仍能保持結(jié)構(gòu)承載力并實現(xiàn)穩(wěn)定的屈服消能。每級荷載下承載力及剛度退化不明顯。設(shè)置防屈曲支撐的混凝土框架結(jié)構(gòu)延性可達到較高水平,試驗如以支撐屈服位移進行計算,結(jié)構(gòu)位移延性系數(shù)μ=Δmax/Δy≥17;如以框架梁截面屈服時所對應(yīng)的層間位移(約為h/200～h/150)進行計算,實測結(jié)構(gòu)延性系數(shù)可達到3.7～4.5以上。還應(yīng)注意的是,計算純混凝土框架的延性系數(shù)時,是以承載力下降值不超過15%所對應(yīng)的極限位移計算的,本文試驗結(jié)果用于計算延性系數(shù)的極限位移所對應(yīng)的承載力并未下降(圖15),表明雖然防屈曲支撐混凝土框架達到了罕遇烈度層間側(cè)移角限值,但結(jié)構(gòu)安全性仍處于較高水平。3.4支撐的穩(wěn)定性圖17分別為三榀框架中防屈曲支撐的水平荷載-軸向變形曲線。由于無法直接量測防屈曲支撐的軸力,只能顯示結(jié)構(gòu)水平荷載P與支撐軸向變形Δ1的關(guān)系。BRB-2的滯回曲線略呈不對稱(在小位移時比較明顯),主要是與采用拉線式位移計采集數(shù)據(jù)有關(guān)。另外,BRB-3的左右兩個支撐在加載過程中承受的軸力是相反的,曲線的縱坐標表示的都是外加荷載(以推力為正),兩個支撐的變形(橫坐標值)方向相反,以壓為正?？傮w上可以看出,三榀框架內(nèi)所有支撐的水平荷載-軸向變形曲線都飽滿,耗能穩(wěn)定,最大變形分別超過48Dc、32Dc和37Dc。累計塑性變形分別達到232mm、326mm、338mm和386mm。分別達到屈服位移的343倍、488倍、5