传统框架结构为了满足规范中层间位移的要求, 其梁柱截面较承载力需求常存在较大冗余。而钢支撑能够改善框架结构体系抗侧刚度不足、适用高度较低等缺点。其通过楼板的变形协调与框架协同工作, 形成双重抗侧力结构体系, 在工业与民用建筑中得到广泛应用^[1]。但是地震作用下的钢支撑易出现受压屈曲现象, 导致其承压能力严重退化。而支撑由压曲状态向受拉状态转变时, 其刚度及承载力均趋于零^[2], 且支撑的非对称屈服和承载力退化放大了结构延性需求, 增大结构刚度偏心, 结构抗震性能亦随之退化^[3,4]。

　　 历次大地震的灾后调查表明, 扭转破坏是建筑结构尤其是不规则结构的主要震害形式^[5]。Chopra^[6]等的研究指出:在地震作用下, 偏心结构的扭矩远大于其水平剪力与偏心距乘积, 存在动力放大效应。Dutta^[7,8]等研究了某单层非对称结构的扭转性能, 发现结构强度或刚度退化会引起结构偏心距增大, 进而导致局部出现较大的塑性位移和扭转破坏。目前结构弹性阶段扭转效应主要通过扭转周期比、扭转位移比来评价, 但针对结构非弹性扭转效应的评价方法有待进一步研究^[9]。

　　 防屈曲支撑 (Buckling Restrained Brace, BRB) 作为一种新型消能减震构件, 可以在弹性阶段为结构提供抗侧刚度, 进入塑性状态后, 支撑产生屈服但不屈曲, 仍具有稳定的抗侧刚度和阻尼。目前在防屈曲支撑构件及结构抗震性能方面已有较多成果^[10,11,12], 但针对其在地震作用下对结构扭转效应影响的研究仍较少。

　　 综上, 扭转破坏是结构震害的主要形式之一, 但普通钢支撑失稳对结构非弹性扭转性能的影响尚不明确, 而防屈曲支撑虽然可降低结构地震响应, 但对结构非弹性扭转效应的影响也需试验及分析验证。拟通过振动台试验及有限元对比分析, 比较了布置普通钢支撑和防屈曲支撑结构的非弹性扭转性能;得到普通钢支撑失稳对结构非弹性扭转的影响机制;讨论防屈曲支撑在地震作用下减小结构非弹性扭转效果。为布置支撑结构的非弹性扭转性能研究与设计提供参考。

　　 对于质量及刚度分布不均匀的不规则结构来说, 要研究普通钢支撑失稳对结构非弹性扭转性能的影响, 应首先避免由于结构几何和重力参数造成的扭转问题, 故首先设计了对称结构的试验模型, 以确定普通钢支撑压曲失稳对结构非弹性扭转的影响机制。

　　 试验原型结构为某7层钢筋混凝土框架-支撑结构, 层高4m, 纵向框架柱距6m, 横向柱距7.2m, 在结构各层横向及纵向分别布置4组人字形支撑, 梁柱材料为C30混凝土, 钢筋为HRB335。

　　 结构设防烈度为8度 (0.2g) , 场地特征周期为0.35s。对比模型中仅采用防屈曲支撑替换普通钢支撑, 其余结构参数不变。原型结构如图1所示。

　　 考虑试验场地及设备条件的限制, 选取原型中部横向一跨, 纵向两跨的3层结构作为试验单元, 支撑布置于模型单元横向两侧。模型单元缩尺比例为1∶6, 原型结构钢筋和C30混凝土分别采用铁丝及微粒混凝土进行模拟。钢筋混凝土框架-普通钢支撑 (简称CF-B) 及钢筋混凝土框架-防屈曲支撑 (简称CF-BRB) 试验模型外围尺寸为2 600 (长度) ×1 800 (宽度) ×4 000 (高度) , 试验部分物理量相似系数如表1所示。

　　 采用钢芯屈服荷载与普通钢支撑受压承载力相等的原则设计防屈曲支撑模型试件, 防屈曲支撑的设计参数如表2所示。

　　 支撑构件钢芯为1.8mm×20mm的一字型截面, 若采用传统焊接拼装加工, 钢芯极易产生过大的焊接残余变形。故设计全拼接防屈曲支撑模型构件, 在端部连接段采用粘钢胶 (粘钢胶的抗剪强度为20MPa) 固定加强钢板, 以防止连接段屈曲。外包约束单元为组合角钢并在钢芯两侧设置垫板, 约束单元仅起到限制钢芯平面外变形的作用, 对支撑整体刚度及屈服承载力无影响。其构造如图2所示。结构竖向荷载采用配重砝码模拟, 加工制作成的CF-B和CF-BRB试验模型如图3所示。

　　 根据原结构场地特性, 选取El Centro波, Northridge波及一条人工波, 并以此作为各级工况加载顺序对结构横向进行单向加载。按《建筑抗震试验规程》 (JCJ/T 101—2015) 的要求, 各级加速度峰值依次为175, 525, 1 000gal (分别对应于原结构多遇地震、设防地震、罕遇地震) , 并加入峰值为263, 750gal的工况以获得更详尽的结构响应, 每级加载工况后进行一次白噪声扫频。

　　 试验过程中, CF-B结构模型在加载至设防烈度工况前, 混凝土梁柱表面无明显开裂现象;加载至设防烈度 (0.2g) 时, 一层、二层支撑与框架连接节点出现明显裂缝, 一层钢支撑出现1阶屈曲变形;加载至750gal时, 支撑出现较大残余变形, 节点区域裂缝进一步增大;加载至1 000gal时, 试验模型出现明显的整体扭转变形, 节点裂缝增大至0.5mm, 钢支撑压溃明显, 平面外残余弯曲变形达12mm, 见图4 (a) 。

　　 CF-BRB试验模型加载至罕遇地震加载工况下, 柱底及二层梁中才出现少量裂缝, 模型整体无明显扭转现象;防屈曲支撑在试验中持续保持原位直线状态, 稳定耗能。试验结束后, 支撑钢芯发生显著多阶屈曲变形, 与构件设计预期变形形态一致, 见图4 (b) 。

　　 将模型各层两侧所测的加速度数据进行二次积分得到楼面位移数据, 将楼层两侧位移数据相减再除以两加速度计间距得到各层扭转位移时程曲线, 各层扭转位移之差即为层间扭转角。各地震波作用下CF-B及CF-BRB试验模型层间最大及最小扭转角发展趋势如图5所示。

　　 图4 支撑受力形态

　　  

　　 图5 模型层间扭转角

　　  

　　 由图可以看出, CF-B试验模型层间扭转角随加载幅值的增加而不断增大, 二层层间扭转响应最大, El Centro波加载时, 最大层间扭转角达到1/55rad;在加载至设防地震工况前, 模型结构扭转响应较小, 而在设防地震加载工况后, 层间扭转角大幅增大, 罕遇地震工况下的一、二层层间扭转角较设防地震时增大10倍以上, 明显大于加速度输入峰值的增大倍数, 存在动力放大效应。其原因为, 在设防地震工况时, 一、二层部分钢支撑进入压曲状态, 轴向拉压承载力失衡导致局部惯性力, 进而引起内力重分布形成惯性扭矩, 结构刚度中心随之改变。随着模拟地震加速度的继续增大, 一、二层钢支撑受压承载力不断退化, 结构刚度中心随着支撑拉压状态的变化而不断改变, 此外累积扩大的惯性扭矩也加剧了结构的扭转效应。

　　 由于试验模型是对称式结构, 正负向扭转时压曲和受拉的支撑数量相等, 部位对称, 正负向失衡扭矩亦接近, 所以试验模型正负向层间扭转角的极值也基本一致。三层结构扭转响应较一、二层显著降低的主要原因是该层支撑未发生压曲失稳, 层间抗扭刚度退化幅度较小, 层间扭转响应得到有效控制。

　　 CF-BRB试验模型在加载过程中各层均无扭转突增现象, 层间扭转效应保持较低的水平, 结构整体处于弹性扭转状态, 表明防屈曲支撑可显著提高结构抗扭性能。

　　 上述试验由于场地条件限制, 试验模型在刚度匹配方面存在一定的局限性, 且试验结果不能反映主体构件在非弹性扭转阶段的内力变化。同时实际工程结构常存在不规则性, 普通钢支撑及防屈曲支撑不规则结构的扭转性能差异仍需进一步研究。结合某工程实例建立普通钢支撑及防屈曲支撑结构有限元对比模型, 比较分析其非弹性扭转发展趋势及主体构件内力变化。

　　 选取某燃煤机组钢结构主厂房作为研究的背景, 由于生产设计的客观条件, 该类厂房存在空间布置不规则、质量刚度分布不均匀等问题, 且部分楼层层间距较大导致其柱间支撑长细比也较大, 普通钢支撑易压曲。整体结构形式为横向框排架、纵向框架, 设防烈度8度, 场地类别IV类, 设计地震分组为第一组, 场地特征周期0.65s, 梁柱、支撑均采用Q345钢。

　　 采用SAP2000有限元软件中的框架单元模拟结构梁柱及支撑构件, 通过指定离散铰考虑构件的非线性行为。梁端指定M铰 (屈服值和屈服后弯矩-转角曲线参数按对称取值) , 柱端采用P-M-M铰 (考虑弯矩-轴力耦合作用) , 普通钢支撑采用拉压不对称的轴力铰, 根据能量等效原则 (ω₁=ω₂) ^[4], 其骨架线刚塑性模型如图6所示 (图中参数取决于支撑材料、截面面积及稳定系数, 其中F_y, F_c分别表示支持抗拉、抗压承载力, d_t表示抗拉承载力对应的支撑轴向位移, B点表示铰屈服, C点开始失去承载力, IO, LS, CP表示铰的能力水平, 分别对应于直接使用、生命安全和防止倒塌) 。建立有限元模型如图7所示。

　　 根据文献[13]中所提出的防屈曲支撑设计方法, 在原支撑刚度及层间剪力比的基础上确定降刚度方案对原普通钢支撑进行替换, 防屈曲支撑采用wen模型进行模拟。

　　 普通钢支撑框架 (F-B) 结构及防屈曲支撑框架 (F-BRB) 结构动力特性如表3所示, 两结构振型均为一、二阶平动, 三阶扭转。由于防屈曲支撑降低了抗侧刚度, F-BRB结构周期较F-B结构有所增大, 但扭转周期比基本无变化。

　　 对规范谱及6组地震波进行波谱分析, 分析结果如图8所示, 并比较各地震波与反应谱工况下结构主方向底部剪力结果并考虑工程所在地, 选取天津波、New-hall波及人工波进行非线性时程分析。以结构横向为主方向, 按1∶0.85比例调整双向地震动加速度峰值。

　　 图8 波谱分析

　　 三组地震波中, 天津波及New-hall波的地震响应较大, 故主要分析结构在其作用下的非线性响应。图9为结构一角柱顶点扭转角时程曲线, 由图9可以看出F-B结构在两组地震波作用下均出现了扭转角突增现象, 最大扭转角较F-BRB结构增大5倍以上, 表明防屈曲支撑在不规则结构中也可有效降低其非弹性扭转效应。

　　 图9 顶点扭转角时程曲线

　　 地震作用下各层层间位移角及扭转角包络图如图10所示。由图可以看出, F-B结构6层层间位移角存在突增现象, 分析其原因为该层为电厂煤斗层, 竖向荷载大且层高较高, 在地震作用下结构响应强烈, 进而导致钢支撑失稳卸载, 抗侧刚度急剧减小。而F-BRB结构的层间位移角较F-B结构大幅降低, 且各层层间位移角分布更合理, 有效提高了结构抗震水平;防屈曲支撑对于结构层间扭转角的改善效果更加显著, F-B结构在New-hall波及天津波罕遇地震下的最大层间扭转角分别达到1/322, 1/227rad, 较多遇地震的最大层间扭转角分别增大20, 17.5倍。而F-BRB结构在罕遇地震作用下, 最大扭转角较多遇地震增大2.6, 3.3倍, 未出现非弹性扭转效应突增现象。

　　 除上述位移特点外, 还需分析非弹性扭转对主要承重构件的内力变化影响。图11为New-hall波及天津波作用下同一角柱扭矩、加载主方向柱剪力包络图。由图可以看出, F-B结构在罕遇地震作用下的柱扭矩可达到多遇地震对应值的21倍, 而F-BRB结构在罕遇地震作用下的柱扭矩较多遇地震对应值仅增大8倍;图中F-B结构柱主剪力在5～7层存在突增现象, 对其抗剪性能极为不利, F-BRB结构柱主剪力由上至下则基本呈逐步增大的变化趋势。这表明非弹性扭转对结构构件承载力的影响不容忽视, 而防屈曲支撑不但能够减小结构非弹性扭转响应, 还可显著改善承载构件的内力分布。

　　 图11 扭矩及主剪力包络图

　　 本文通过振动台对比试验及工程实例有限元, 分析研究了普通钢支撑及防屈曲支撑对结构非弹性扭转效应的影响, 得到如下结论:

　　 (1) 普通钢支撑结构在较大地震作用下存在非弹性扭转效应突增现象, 钢支撑压曲后拉压承载力失衡而导致的惯性扭矩是造成该现象的主要原因。

　　 (2) 由于防屈曲支撑仅钢芯屈服耗能而支撑整体不屈曲, 在罕遇地震下仍能保持拉压承载力平衡, 抑制结构出现过大的惯性扭矩, 结构的非弹性扭转效应得到有效控制。

　　 (3) 普通钢支撑失稳所造成的非弹性扭转可能造成结构构件内力畸变, 对构件的承载性能不利, 在进行性态化结构设计时需予以考虑。

　　 (4) 有限元模型中的普通钢支撑及防屈曲支撑均采用线性单元进行建模, 未考虑地震作用下可能出现的节点转动、损伤等因素对结构扭转效应的影响。建议可进行不规则结构振动台试验并结合实体有限元分析确定结构抗扭限值。