冷弯型钢框架住宅在地震作用下的表现和性能.doc

冷弯型钢框架住宅在地震作用下的表现和性能摘要：近年来用以评估钢框架房屋结构的地震性能指标的重要研究活动已经开展。几乎所有的研究都是通过对这些结构在地震作用下墙板性能在实验及数值上得出的特性得到的。通常，墙板的整体性是主要处理的。然后，根据实验依据，墙板的整体性是由连接件如板间连接件，板与框架连接件所决定的。另一方面，房屋三维结构的整体性是受传统上不考虑设计方法的非结构材料的构件所影响的。本文总结了近几年在Timisoara大学通过作者的协调下，以评估结构性能和描述结构设计意图和具体特征研究活动的进展。下文中，对在建房屋连接细部中剪切板的单一循环实验和其周围的震动测试做了回顾和总结。关键词：轻钢结构房屋；地震作用；性能化设计1. 引言钢框架房屋通常是轻型薄壁承重结构，其内部和外层有不同的解决方式。这种技术很受欢迎，原因是其在美国，日本，澳洲【1】占有重要的呈增长趋势的市场份额。同样的方法用于小尺寸，其他用途（办公处，学校，厂房等）建筑，被称为小工业楼宇。在这些结构中剪力墙是主要的承重构件，它可以抵抗水平荷载，如风荷载，地震荷载。然而，剪力墙受地震作用时的表现还没有得到完全的理解，近年来，某些关于其剪切强度，硬度和韧性方面已经取得重要成就。在美国【2-5】的研究主要集中于剪力墙的实验测试，以产生实用荷载值。承载能力取决于单调曲线和从循环测试中得到的稳定包络线。这些研究结果表明墙板的常规弹性刚度极限荷载【6】为0.4。对各种覆层材料的不同结构类型进行测试，研究，确定长细比及开张的影响。大部分非常详细的研究避免了剪力墙性能的重要问题，如周期性的特有能量消耗能力。同样对石膏墙板的影响也进行了研究，结论是有石膏时墙板的强度和刚度增大，一些结果表明，有石膏时比外部只有护墙板的极限荷载增加高达30%。试验和数值模拟共用以计算滞回特征，试图提供应对可能的值作修正系数（q）【7】。钢框架房屋的振动试验在控制中，其相关的最大阻尼比率在内外部完成后被确定。根据这些试验，阻尼比为6%接受地震分析。最高1/50拉德的偏移角度限制也被暗示在强烈地震中可承受的。在有限元分析阶段，一个钢框架房屋受到两个级别地震波。房屋表现出良好的性能，达到最高偏移1/300拉德。即使提供了最小所需的墙长，最高偏移不超过1/60拉德。以同种方式，盖得等【8，9】提出了一种新的分析方法评价延性参数（R），他们认为其值在1.5到3.0较合适。他们的研究简要评估结构内部超载并发现这是地震阻力所在的重要因素。超载的定量评价更加困难，而实证评估已执行。Serrette和合作作者（Serrette，2006）【13】再次试验研究带OSB粘合剂薄膜连框架的冷弯扣板。实验测试和有限元模型是受雇于De Matteis【10】，以评估单层和多层建筑的夹芯板的剪切性能。大量进行不同构造的夹芯板样本6次次单调和6次循环试验。在研究的最后阶段，在真实地震下建筑结构的集成版动态建模被记录被执行。根据研究结论，只有在低层和低地震活动地区膜片行为能代替传统支撑解决方法。对于含OSB的剪力墙的实验和数值研究在那不勒斯的“费德里克二世”兰多尔夫等【11，12】使其实现。作者在基于理查德和艾伯特公式的基础上作了数值模型，通过考虑收缩效应，通常是这种类型版的循环反应。 在欧洲开展的一个最大的关于轻型钢结构墙板的实验项目在蒂米什瓦拉的普利塔大学进行。加褶皱钢筋和加OSB的墙板都通过了测试【14】。作者已经在实验成果基础上提出一个简化的数值模型，其目的是为了获得房屋框架【15】的三维分析。随后，这项研究也配套完成了对缝和板与结构连接【16】的测试。 最近，杜槟娜等【17】对建结构原位震动测试以观察房屋建成后的整体反应。大量研究的主要结论在近期的报刊中得到总结。2. 剪力墙墙板扣件的实验研究2.1实验方案的说明【14】试验计划是根据六大系列全面测试，是基于对房屋和SIB（表1）普遍实际解决方法的不同覆层安排。图1.实验安排每个系列包括3600 mm 2440 mm相同墙板进行单调和循环的静态测试。该墙板的主要框架是由冷弯型钢构件，顶部和底部的轨道为U154/1.5，而螺栓为C150/1.5 型材，固定在没个轨道末端两对SPEDEC SL4-F-4.8 16 (d = 4.8 mm)自钻孔螺丝钉。样品中，使用瓦楞板包覆薄板水平放置有效宽度为1035mm，宽1波纹重叠加强与接口扣件的链接SL2-T-A14-4.8 20 (d = 4.8 mm) 在200 mm间隔（系列一和二）。瓦楞板实固定在墙上使用SD3-T15-4.8-22(d = 4.8 mm)自钻孔螺丝，板被固定每个中间扣件的两端。另外，在系列二内部样品的一边，12.5毫米厚度的石膏板(1200 2440 mm)在每个竖直扣件中被垂直放置在间隔250毫米的地方。支撑通过在结构的两端用110 1.5 mm带用于第三系列样品中。钢带被SPEDEC SL4-F-4.816(d = 4.8 mm) 和SD6-T16-6.3 25 (d = 6.3 mm)自钻螺丝钉固定在墙结构中。足够数量的螺丝用以避免被确定中断带末端失效和减轻屈服。10mmOSB面板（12002440 mm）以类似在早期样本中的石膏板（OSB I和OSB II）方式放入，只能在板的“外部”一边用d=4.2mm直径在105毫米间隔的喇叭头自钻螺丝固定于框架。在全面的测试项目完成拉伸测试，以确定物质的成分和连接件的性能。在水平单调和循环载入下进行的实验，用了位移控制，同时测量与测压元件相应的荷载值（图1）。用1cm/min的加载速度进行的单调测试在每个类型的面板中进行。根据调查结果，目前初始刚度（Ko）和常规弹性极限（el）是利用图2中的一套方法所决定的。传统的弹性极限位移（el）用以确定循环测试的位移幅值。D.杜宾娜/建筑钢的研究64（2008）896-913日报表1墙样本说明 系列 缺口 支撑 外覆层 内覆层 测试方法 加载速度 测验编号 0 单调 1 1 1 LTP20/0.5波纹板 单调 1 1循环 6-3 22 LTP20/0.5波纹板 石膏板 单调 1 1 循环 6-3 23 单调 1 1 循环 3 14 门 LTP20/0.5波纹板 单调 1 1 循环 6-3 OSB1 10 mm OSB 单调 1 1 循环 3 1OSB2 门 10 mm OSB 单调 1 1 循环 3 1 样本总数 15 单调测试标本加载速度为cm/min，循环测试标本加载速度min/cycles图2.常规弹性极限el的确定循环测试方法论之后的ECCCS建议【11】。循环试验加载速度为第一个标本6分钟/周期，第二个标本为3分钟/周期。 该实验主要要求出剪切力在墙标本曲线在最高处得水平位移。对于瓦楞板接缝失效，两钢板间的相对滑移也被记录。对侧向位移曲线的负载在图3中给出。以说明单调和循环结果的差异，同时稳定保罗曲线也在循环实验中出现。由于加载速度为6分钟每周期和3分钟每周期产生的特性曲线非常相似，在图3中只有其中之一被列出。定性观测比较单调曲线和循环曲线，在周期加载中强度减少大约10%能够被观测出。因此，如果只对单调反应进行分析（如静力分析），板的性能就会被高估。2.2实验结果分析由于墙板的表现很复杂，并且特别非线性。为了评估如弹性模量的特定属性，极限荷载和延性，按照既定的程序，曲线被给予了解释：方法一：初始刚度可以正切刚度的0.4Fmax负荷水平来确定。对传统屈服极限的确定是基于集中控制系统的建议【18】在弹性线（Ko）0.1Ko刚性与试验曲线的交叉点。基于这种传统的弹性极限（el , Fint）终点（Fu, Du）在横向屈服线相交的结果，在下载分支试验曲线（图4a）。方法二：第二种方法被Kawai等人所采用。初始刚度的个线刚度抵抗的偏移角度对应点1/400 (D400)，而屈服线在图4b中相同地区选择。允许强度时层间最低位移角在1/300 (F300) 和2/3Fmax之间。.这两种方法，通常产生类似的结果，有一些有趣的特性。初始刚度值非常接近，而且重要的是要认识到，最终的荷载（Fu）和延性是直接关系得，如果一个方法可以得到更高的极限荷载（Fu）就意味着更低的延性。对于确定的设计容量，2/3Fmax 和 F300 或者 F200 中的最小值是有关的【20】。在本文中结果只对应方法二（表2）的报告（参考【14】读者可以找到这两种方法的结果）。D.杜宾娜/建筑钢的研究64（2008）896-913日报图4.确定等效弹塑性模型方法【14】如下可观察到单调和循环值的差异。初始刚度在低于20%的差距范围内不影响循环和单调的测试值。同样可以注意到，周期循环实验结果中OSB板在塑性降低了10%25%延性同样不受影响。即使我们考虑了不能控制的包络曲线，循环实验极限荷载（Fu）仍比单调低5%10%。如果我们考虑到稳定的包络曲线差异，即可提高到20%30%。D.杜宾娜/建筑钢的研究64（2008）896-913日报表2方法二的实验结果1- 包络线；3-稳定的包络线；（+）正包络（）负包络。根据单调和循环实验结果的平均值比较，一个有缺口的石膏板和其他因素将在下面评估结论：系列一和系列二：差异可以归因于石膏板的效应。极限荷载分别增加16.2%和17.8%。据初值而言（Ko, F400, F300, F200）似乎没有区别，但是塑性略有改善。系列一和系列四：有一个显著下跌的初始刚性（60.3%53.3%），为极限荷载较低（16.4%21.0%），但塑性值基本不受到影响。系列一和系列三：比较是更多的定性，因为板系统不同。尽可能作为最初的刚性而言没有区别，但延性比人们的预期值要高。失效的模型的捆绑式制成标本是最有利的，损害全部集中在板的下方角落。捆绑式支撑墙板有稳定滞后循环的优势，但与薄板比还是有高收聚的缺点。 D.杜宾娜/建筑钢的研究64（2008）896-913 901期刊图5.瓦楞板（a）第一组和（b）刨花板标本的变形模式系列一和刨花板一：比较时更多定性的，牢记不同墙板的安排。初始刚度严重程度与极限荷载增加的严重程度类似。OSB标本循环荷载作用下逐渐发生退化，失效比瓦楞板标本更突然。这也反映在刨花板标本减少的延性。刨花板系列一和刨花板系列二：开口产生的影响正如系列一和系列四类似的结果。初始时，刚性下降64.6%到59.1%，极限荷载减少32.5%到36.9%。塑性还有一个重要的下降，两个墙板可能出现两个不同的破坏模式。3.二维和三维的墙螺栓结构简化模型分析3.1失效机理的主要特点两种不同的实验失效机理确定了有波纹和刨花的墙板。一个小组侧向变形取决于：（1）剪切变形的薄膜材料，（2）由于角提升，最显着的变形（3）非线性剪切变形板之间的连接和骨架。放置在墙板与波纹板案水平（图5A）条的非线性变形是最由于接口处紧固件非弹性变形。接口处连接器将是那些过度变形，后负荷被重新分配给垂直螺丝连接线薄膜的骨架。在与有OSB附着的墙板情况下，由于骨架成平行四边形变形，OSB板使得刚体旋转（图5B）。因此OSB板的连接处将是受到最大的下滑，将受到损害。 3.2。目前的设计方法 基于故障模式，计算程序的基础上单调的行为模式的初步预测存在刚性和弹性面板的能力。在各小组的情况波纹板从“欧洲的方法建议的金属片材代理申请作为隔膜”21可以方便地用于记住以下几点意见：该方法是只在弹性范围内的行为，因此才可以得到的结果是初步的刚性以及弹性的承载能力;与公开公式只是在有限的准确性中相似。该方法是基于细分控制板进入组件和总结每个从强度和刚度的角度组成部分的影响。对于钢板剪切强度是由以下部分特征组成：（1）沿着接口处扣件薄板;（2）薄板沿片材生产线撕裂/剪切器紧固件;（3）薄板中的薄板撕裂/檩紧固件;（4）最终倒塌的板概况;（5）剪切屈曲该薄板;（6）在张拉或挤压的边缘构件。以同样的方式影响的组件面板在弹性变形范围内被确定为：（1）概况失真;（2）在薄板中的剪应变;（3）在薄板/檩紧固件;（4）滑倒在薄板紧固件;（5）滑倒在工作薄板/剪切连接件（6）在轴向边缘构件轴向应变。这一方法已在系列一和四中应用于墙板。比较有关设计值结果，实验结果及其使用两个在2.2节（图4A，b）中得以解释，方法如图6所示。正如观察欧洲钢结构，关于初步估计给予很好的方法，刚度和弹性负重各控制板的能力。但大量超额实力查明，这是考虑任何现实地震分析的尝试。 就OSB板来说不同的程序已通过基于观察，这种板像一系列的细胞。因此，在长壁与几个OSB板类似定向刨花板这个细胞的作用单位长度的累积和负荷承载能力是可以定义的。墙的总力，则是每单位长度乘以墙的力【22】。对于有缺口的墙，同时考虑到总墙面积【23】开口处的比例系数降低。这个步骤的缺点是每单位长度承载力的这些实验结果必须在板的少数外形基础上得到。图6 集中控制系统的实验曲线预测【15】。一个更普遍的做法是与板和结构连接件墙板而忽略侧向位移。用这种方式板递增横向荷载和给予个别链接件道具，承载力可以计算出来。连接件的数目通常是较大的，用计算机执行计算式很方便的【24】。由于实验曲线是从一开始就非线性的，弹性的面板设计能力只在传统的方法可以达到。显然，任何“弹性”设计极限的假设，如在集中控制系统的案例，是与有关受最高应力屈服的扣件的最大变形有关。因此，“设计”板的承载力主要基于更多基于适用性而不是强度标准。因此，将有一个重要强度储备超出设计限制为了当受损害最严重的变形过大或失效时剩下的连接件承载力有保证。3.3 滞回模型【15】为了模制出板的复杂的滞回行为，不同的数值方法可以采用，他们范围内，根据从简单双线性高度复杂的非线性模型所需的准确性。（图7abc）。双线性和三线模型从此的出现没有考虑到由于反复荷载作用下强度的破坏。为了掩盖这一缺点，他们在循环稳定包络线的基础上定义。非线性模型的建立从Della Corte et al.等人【25】基于RichardAbbott型曲线的提案开始,并且有在板的各方面性能都有很好的素质。然而，这种模式依赖于大量参数，并且需要根据有关实验结果进行校准。比较和评估地震反应滞回模型的动态非线性分析影响，并考虑日本神户气象厅已经是哟哦能够的所有三种模式（图7d）。差异似乎是微不足道的，但你可以明确确定在非线性模型研究高承载中行为的有利影响，而强度下降是由于反复荷载的影响。 图8. 壁挂式面板的理想化表3.校准值的有限元模型系列 I II IV OSB I OSB II 墙板计划板 起皱板 起皱板+石膏 起皱版 OSB OSB最初硬化 3446.6 3850.6 1766.3 4197.3 1610.5弹性极限24 086/6.99 26 56 12 8670/7.28 28 942/6.89 11 850/7.36流动性范围33 560/14.95 39 819/15.58 26 812/23.78 48 944/17.49 33 908/27.76最大极限42.61/4.37 57.29/5.54 94.35/6.22 42.85/3.67 65.57/3.11无论用哪种模式，重要的是要考虑到板行为的三个主要的特征：1.收聚，2.超额如在弹性设计限制和实际承载力之间的区别，3塑性变形能力。在进一步基于排水沟3DX【26】计算机代码运用的三线性模型的研究，连同全部的非线性模型作比较。单自由度的系统，以光纤铰适应的滞回性能已经建成，且根据实验结果进行了校准（图8a）根据这种方法墙板可以用相当的钢筋模板进行代换（如拥有耗散对角线的矩形结构，见图8b）。由于所有柱端与框架本身铰接本身就是一个机制，它对荷载承载力没有贡献。支撑被建模为“型8”光纤铰接（FH）FH元素的梁柱结构以适应迟滞行为。为了校准有限元模型根据第2部分中所述使用的全面测试程序的实验结果。3.4增量动力分析用于地震分析五个目的（图9）的增量动态分析地震记录被记录。正常化的阻尼比为5%的弹性范围与欧洲规范8弹性范围A,B,C土壤状况【27】作对比。正如看到三个记录（EL,NE,KO）相当地与被提议的欧洲规范8弹性范围相似，而另外两个（SH和VR）反应非常强硬，各自的软土条件。因此，这两个记录代表非常低和非常高的时期要慎重对待。 图9. 增长的动态分析使用简化的三线系统的自由度滞回模型，使用大量2000，2500，3000，4000kg测试墙板时程分析，并从0.05g到2g作了记录。由于缺乏可靠的价值，为了顾及考虑滞回特征值，阻尼值没有确定，就算在结构【7】有6%这么大的值。为了说明二阶效应引起一个垂直力等于30%的众值的模型也一直在使用。被利用的这个程序被称为增量动态分析（IDA）或者动态静力分析（DPO），它是一种常见的分析程序，它对结构和加速度图很敏感。分析产生存在于与结构性能参数（PP）记录【28】强测量（IM）相关的IDA曲线。不同板的构造和地震记录根据与地震IM水平相应的位移值被确定。三个极限状态（图10和图11）对应下列在考虑中的墙板的状态：德尔弹性设计对板轻微可视为弹性的限度以及按照惯例在设计中的能力；墙板Dyield产出限制，如果板失去它的承载力，但它任然能够抵抗负载下的变形，Dult-极限状态，板不能支持恒载水平，其承载力在下降。最后两个极限状态可以相当准确地确定，替代方法的确定产出类似的值。弹性设计的限度，是在实践中被公认的更俗成的值，取决于被认为本地连接损害的点的“容忍”。如果弹性设计是假定的，德尔限制是工程计算的基础，即使板有重要的弹性承载。在欧洲抗震设计时间后弹性行为用行为因数来说明，其为“q，用于设计以减少从线性分析所获得的力，以说明非线性结构的反应”。据试验表明，墙板行为是由供认保留设计强度的重要强度所描述的，可以预计，超强度在弹性性能中所处的重要作用。基定义于先前定义的极限状态（Del，Dyield和Dult），局部行为因数如同对应的IM-S比可以很方便地被定义。按照这种观点，q1已经由Sayield和Sael的比所定义，这是定义板超强度的性能的主要方法，而q2，Sault和Sayield的比被认为是延展性（见表4）表现得参数。行为参数q可以由q=q3=q1*q2计算出来。重要的一点要指出q1是高度依赖于弹性设计极限定义（Del）的，限制是另一个传统的方法。由于设计强度是基于层间位移角【19】的1/300，为低的初步刚性（如开门的实例，系列四和系列OWB二）的实例，标准是非常严肃的低的Sael被识别。这种特性产生高的不确定的q1值及q3值。q2的代替值较少依赖于传统的值。q1和q2的一些地震记录被观察，但是分散的结果相关的现象不确定让人不满意。为此，带开门的板的实例中，我们建议采用q=q2，并且实际上只由于延性消耗力。或许，这是经验的假设，但是可以肯定，它是安全的。4.链接实验研究4.1实验方案的说明【16】 在观察到墙板行为细节中连接件最重要的地方后与连接件材料相关的实验程序被设计。【16】在这些测试中的第一系列确定了基本材料（如钢铁，刨花板）的道具。这些试验显示基础钢筋在名义和力学性能上的好的关系，大量分散在OSB材料中测量性能。在第二系列的实验是为了确定连接件的力学性能而进行的，这些连接件已证明对于板的性能起关键作用。从这个角度来看，自钻螺丝材料连接对钢骨架和面层很重要，并有以下类型：1波纹钢和钢片的连接；2板与板之间缝的连接以及3OSB板和港片之间的连接钢对钢的连接采用自攻螺丝主要用于日常实践，测试和计算方法都已较好地确定。标本以这样的方式选择，它们表现为用于墙板测试1和2连接类型。 样品的尺寸是根据ECCS(1983)推荐【29】来取的，连接板的尺寸为50*220mm（图12）。测试按照两种类型标本（表5）进行：1连接波纹板框架（0.417-1.42mm）用SD3-T15-4.8*22(4.8mm)螺丝，2波纹板（0。417mm到0.417mm板）之间用SL2-T-A14-4.8*20(4.8mm)螺丝钉。板在荷载方向的边距是30mm，为了减少钢板的承载失效，在板的测试中失效模型被研究。表4Sa和性能参数q1，q2和q3表5测试连接摘要图12.钢板间连接的尺寸测试连接件用同样的材料和在板中相似的条件下进行。在薄到厚的标本，薄的板作为补充板，以确保螺钉荷载的中央传输。对于同一类型测试的最小数是3。如果在测试过程中出现技术问题，这个数字补充为5到7。应用两个加载速度。V1=1mm/min静态加载条件V2=420mm/min高速测试。变形测量计测量样本中部80mm的地方。该测试方法适应于模拟板【28】的连接部位的行为。图13-16显示样本I-TP-M-V1和I-TM-M-V2和I-TS-M-V1,I-TS-M-V2各自的试验曲线。图13 I-TP-M-V1的实验曲线在板框架样本中，失效模式一般来说，如同薄材料的撕裂，薄板连接中，造型缝构件失效模式是由于螺丝的倾斜和退出，同样的失效模式在墙板测试中也被观察。连接件的承载力（Fnom）和刚性（Kserv）可以用几种方法计算解析出来，连接件的问题在技术文献和设计标准中用自钻螺丝被很好地证明。然而，计算方法通常取决于承载力计算和一些模型的刚度。人们对于这种连接的延性的考虑不是很感兴趣。在这种情况下，对于在研究中的连接模型，有三种可供选择的计算方法。只有连接件在承重中使用欧洲规范3-1.3【30】设计方法计算。用ECCS方法【31】，承载力可以被计算，连接件的刚度如观察值被典型连接类型包括在内。Fan等人【32】的建议是欧洲规范3-1.3方法的改良，允许更多的不同连接类型的计算，包括对刚度评价的特殊建议。这三种方法已经申请测试连接件，比较结果被列在表6。 表6实验结果和分析方法的比较【16】图14.I-TP-M-V1实验曲线图15.I-TS-M-V1试验曲线图16.I-TS-M-V2试验曲线 第三个用于墙板测试的连接类型是OSB与钢骨架的连接。为了测试这种类型的连接，图17做出了事先的展示。这些样本的测试在螺丝钉这件和OSB板的边缘周围的方向和密度取得了非常不同的结果（图18）。从这些试验中没有结论可以概括出来，除此之外，OSB板的连接拥有较小的延性是对OSB墙板低延性失效模式低延性失效的最可能原因。图17.OSB钢板对钢骨架连接样本图18.OSB钢板连接件的实验曲线4.2性能标准 抗震设计的一个重要方面是去顶可以接受的损害水平并将它们与性能目标结合。性能目标提议是基于三个或四个目标【20】：（1）普通使用条件下的适用性；（2）中度地震下的瞬时使用；（3）设计基础事件下的生命安全；（4）最大考虑事件下的倒塌预防。这种模糊的目标可以用层间水平位移荷载（）作为衡量转化成与变形性能目标相关的实践。图19.钢间连接水平的性能标准【16】图20.OSB钢板连接【16】的性能标准 在波纹墙板案例中主要的损害主要集中于缝间连接。在连接范围确定一个可以可靠变形水平很重要，对于不同的墙板类型，与墙板的整体变形相联系。要建立全球性能标准以下缝间连接件中的可靠变形被建议：如果接缝滑移不超过弹性极限（De，图19）相对应缝间连接0.6Fmax，破坏是有限的，并且可以忽略不计。在这种情况下，覆层的完整性是完全保留的，不需要维修，它相当于适用性情况。如果滑移仅限于螺丝（Dr=4.8mm，图19）的直径，覆层需要一些修复。有损害，但是较小的介入不会过度，比如以大直径的螺丝取代，结构可以被修复。这相当于瞬时占有。对于生命安全标准任何类型的损害必须是可接受的，不能危机居民的安全。这个标准相当于极限荷载（Fult）的确定和下斜坡的开始。试验中观察到连接件的行为是非线性的。初次刚度，尤其是设计能力可只由与曲线有关的特别是薄厚钢板连接件中的传统值确定。设计能力值任何这样的假定都将不可避免地导致没考虑连接的一些补充强度。此外，在板的连接件中的荷载分布是不均匀的。一些连接件加载失败时其他的加载低得多的荷载，一些连接件负荷失效将被重新分配给其他连接件。根据连接水平的这些假定，以下是覆层为波形墙板的性能标准：（1）全部使用（ 0.003）;（2）部分使用（ 0.015）；（3）安全但需大量修补（0.025）。 第一性能水平不能提供延性，因为剪切板工作是弹性的。这种设计标准是针对通常情况，不包括低强度地震。对于罕遇地震，最近的两个设计标准可以使用，一些延性也将可用。 对于OSB钢板连接件，其性能较弱，设计需要作弹性极限控制（De-图20）。在这样的一个案例中多种性能水平不能被应用。4.3说明连接件性能的板的数值模拟。基于构件实验确定的特点，尝试用有限元（FE）模型（图21）重现墙板的整个性能。作为第一步，考虑波纹钢墙板，因为在这种情况下构件的行为更加均匀。图21.为说明有限元模型的构件这个框架的钢筋是以弹性梁为模型考虑到这些构件在超弹性状态下不会产生大的变形。波纹钢是以等效正交异性板为模型，是为了考虑在两个主要方向上考虑完全不同的力学性能和剪切荷载下波纹板的变形。等效弹性模型（EI纵向和Et横向）通过个自在主要方向各自的起皱荷载确定。等效剪切模量（Geff）考虑起皱板末端变形来计算。在框架和板之间和板与板间的连接都是仿造非线性弹簧单元制作模型，实验连接平均变形道具用1mm/min加载速度（图13和15）。除了这些构件，考虑墙板角落的变性特征也很重要，没有任何企图的建模是不切实际的。有限元模型受在板上部受到越来越多的水平荷载与墙板在原物测试相似。变形模式和由有限元模型获得的非线性行为曲线与墙板实验单调实验相比（图22）。图22和图23显示有限元模型和实验在变形模式和非线性行为在大位移的情况下的显著相似性。利用有限元技术描述不同构造墙板的性能，但使用相同的基本材料，连接类型可以进行评估。实验和漂移数值之间的一致性与先前介绍的三个性能水平关联式相当完美的。因此，使用有限元建模的可能性相当程度上减少了全测试的数量，即使一些实验任然需要校准有限元模型。图22a.变形比较（对FEM-系列1实验）图22b.变形比较（对FEM-系列4实验）图23.变形形状比较（FEM-系列1，4实验）5.设计法方法的确定和全面性能的原位测量5.1设计结构在图24所示的结构属于一层单家庭住宅。图24.该结构的钢骨架图25.结构上的OSB护墙板骨架建筑的尺寸为9m（轴A-D），10.5m（轴1-4），轴3和轴4之间距离为1.5。每级约，2.75m高，屋顶高为30。 结构骨架由冷弯C型厚度为1.5mm（C150/1.5）600mm间隔放置。该骨架的构件由4.8mm直径自钻螺丝连接。以C高度为150mm的值控制墙的厚度。在板中承载梁在600mm外轮廓面安置C200/1.5。这些外轮廓的大小是由地板震动得来，而不是为强度考虑。屋面檩条在1200mm间隔安装Z150/1.5。 骨架用10mm厚的OSB板在结构墙的两侧固定。在最初的设计中地板也使用OSB材料覆盖的。不论是板和水平屋顶这种解决方案后来被改为用梯形钢套覆盖。在板中没有用混凝土。构件的自重被评价：屋顶0.45KN/；板0.70 KN/；外墙0.60 KN/；内墙0.20 KN/。其他设计荷载根据相关罗马尼亚标准确定。板活荷载为1.50KN/，屋顶雪荷载为1.20 KN/，表面的风荷载最大侧压力为0.40 KN/。地震涉及由地面峰值加速度（PGA）0.25g得来，不允许减少地震力（q=1）.这样严厉的条件是必须履行的，冷弯型钢结构与结构计划不同的不允许减少地震力的应给予局部调节。地区性地震活动的一个重要的特性是角落期值TC=1.5S的一个异常高的值。对设计光谱分析已经被使用。设计这样一个结构其中一个问题是承载力估值和对墙板覆层系统刚度估值。对于这种情况，板可以被因低应力总则覆盖，但对墙这种实际分析师至关重要的。对剪力墙现有实验结果的推断是评价何在行为特性的基础。在一侧有类似框架的覆层用同样的OSB板（t OSB=10mm），类型固定板的（如105mm间隔螺丝）和相同直径螺丝（d=4.2mm）是先前的单调循环测试【14】。测试版2.55m高，3.6m长，极限荷载从实验中得到，其为Fmax=69.8kn（或者19.4kn/1m）。板的弹性刚度为Kini=4197kn/mm。实验中用的墙板两边由OSB覆盖，角落细节相对加强。这个结构墙的设计能力估计为Fdes.=17.6kn/1m。5.2数值模拟由覆层产生的刚度由相应的交叉支撑模拟，并考虑框架被压住。支撑的支撑横截面由相同刚度覆层所取代。一旦支撑区域由墙板测试尺寸（2.55*3.5m）校准，结构中的墙板将被分为近似大小的替补板和有支撑（A=64m）替补板。板高度和长度在10%到15%之间的差异在结构构造中是认可的。 质量根据罗马尼亚标准由地震组合（1自重+0.4活荷载+0.3雪荷载）计算出来。前三个结构震动模式用有限元程序AXISVM（*2000）进行计算，振动周期：T1=0.38s，T2=0.35s，T3=0.26s。 结构在地震中受扭转，因为在轴1和轴D之间完全覆盖，而在轴3和轴4之间不得不容纳开口。这种情况下，最关键的墙板是在轴A处得地面。这道墙的最大剪切力为43kn（12.8kn/1m）。为结构设计的动力特性早已提出。然而，在建议被提议阶段，结构比抗震设计情况要轻得多：在第一阶段，只有型钢的自重需要考虑。在第二阶段，一部分自重存在，而自重由于修正，活荷载和雪荷载必须忽略。在第三阶段，所有自重都作用于结构（但任然没有活荷载或者雪荷载）。钢骨架的自重（不包括梯形覆层）估值为4600公斤。护墙板和修正构件的质量为M1=700kg（第一阶段），M2=4650kg（第二阶段）以及M3=25200kg（第三阶段）。在抗震设计中结构的设计质量Mdesign=32700kg。考虑这些质量的贡献，在表7中显示的振动周期用有限元分析作出预测。请注意，第三阶段（即修正后的结构）和第二阶段只是从不同角度休整补充质量。次要刚度贡献和休整构件并没有包含于建模。表7结构所有的模式形状包含一些角度的扭转因为结构的刚度中心转向更多覆层的墙。对于视觉评估第二阶段的模式形状在图26中给出。图26第二阶段的模式形状a第一模式T1b第二模式T2c第三模式T35.3现场测量 在前面描述的建筑第三阶段测量，建筑的小振幅振动动力特征也进行了研究。 在测量过程中，对建筑工地的施工作用被停止，只有周围的振动传递给了结构。对于建筑的三个阶段的每个阶段，有10种速度传感器的10种不同测试方法被运用，并对于每个方法，2分钟持续时间的2个振动值以100HZ【33】的频率抽取。对于振动测量一个GEODAS移动采集站（Buttan服务-东京和东京土地）以及CR2-5H型和CR2-5型速度传感器已被运用。由于测量只是周围环境（作为结构的激发）的作用反应，甚至连接件之间的摩擦也包括在内。基于记录振动的分析，房屋的模态频率用两种辨识技术估值：(1) 傅里叶谱分析(2)谱和相关分析。为给模态频率和对应的阻尼比估值，本征系统的变现算法（ERA）被应用，这也验证了上诉方法得到的模态周期。 建设阶段，第一组的测量已完成时，建筑物的股价几乎全部完成，其中包括在不同地点布置的10咯传感器的10项计划。板的起皱钢和OSB板在一个位置（即支持板加工层）。然而，结构屋顶没有完成，甚至屋顶的檩条也没到位。实际上，柔韧的隔膜字第一板的水平提供而非屋顶水平。第二组测量工作是在房屋骨架完成的时候，大多数结构的OSB板已经固定好它。有一些OSB板，只是有一些，任然在阁楼区域没被利用。屋顶的结构部分也同样完成以外层起皱板覆层。没有修整（即外部的热绝缘，内部或者外部的墙面修整，平板修整）在此阶段进行。第三组测量工作在居民入住前完成。因此，所用的修整都完成，但家具还没有搬进去。这可被认为最后阶段的施工不受活荷载。基于已记录的振动模态频率（期）的分析，阻尼比和结构振型被确定（表8）。需要强调的是，OSB硬化的出现不仅很大程度提高了结构刚度，最弱的刚度方向也在发生改变。在第一阶段第一振型为纵向振型（表8）第一自振周期St1=0.546s，而在第二阶段的第一阵型为横向St2=0.103s。有趣的是，从第一阶段到第二阶段观察到阻尼比也大大地增加。在第三阶段没有重要的振型特性变化可以观察到。这意味着，装修所增加的质量可以与构件本身修整后刚度的增加相抵消。当活荷载将增加（即家具等）时振动周期与T3,St2=0.101相比会有轻微的增加。当房子装修好后最可能的自振周期将为T1=0.15-0.2s。表8.基于动态分析模态参数另一种看法是，阻尼比=5%是一个对轻型钢结构的合理估值。即使3.8%-4.1%的值在这里有些偏于不保守。Kawai等人建议激发水平的增加阻尼比和自振周期也增加。6.结束语冷弯型钢框架房屋在地震区这种类型的房屋中也许代表最好的结构形式。在性能方便，为“全面运作”和“即时入住”的水平，他们可以根据欧洲规范8-1【35】取q值在1.5-2.0之间，使其设计成“低耗散结构”，同时，为了“生命安全”和“倒塌预防”，这些结构可能用中等耗散。取q值为2-3之间。两个测试结果和数值模拟都支持这个假设。 此外，现场测为最终由于装饰材料产生的阻尼效应提供依据，这也有助于这些结构抵抗地震作用。 参考文献1 Pekoz T. 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