装有腹板式钢制防屈曲支撑框架结构振动台试验及分析

郝晓燕，李宏男，牧野俊雄

(1.大连理工大学 建设工程学部，辽宁 大连 116023； 2.日本住金关西工业株式会社，日本 东京)

支撑为建筑结构中常见抗侧力构件，防屈曲支撑则为特殊支撑形式，隶属消能减震技术领域，由钢内芯、外包约束构件及两者间无粘结材料或间隙三部分组成。支撑轴力由钢内芯承担；外包约束构件不提供轴力，仅对内芯侧向变形进行约束防止支撑受压时发生屈曲；钢内芯与外包约束构件用无粘结材料或空隙隔离，以确保内芯独自承担轴向力。防屈曲支撑在风荷载及小震作用下与普通支撑相同，可作为建筑结构的抗侧力构件；在中震、大震作用下能克服普通支撑受压屈曲缺点，拉压恢复力特性基本一致，不会出现强度、刚度退化，具有更饱满的滞回曲线，且随结构侧向变形及层间位移的增大产生较大阻尼消耗输入的地震能量，迅速衰减结构振动反应；强震中保护主体结构及构件免遭破坏。可见防屈曲支撑亦为性能优越的耗能构件。防屈曲支撑以经济性、实用性在工程抗震领域获得广泛认可[1-4]，且形式多种多样，Fujimoto等[5-6]分别研究内核单元为一字板、约束单元为矩形钢管、四钢管的防屈曲支撑性能；李妍等[7]研究一字形内芯外包钢管的防屈曲钢支撑阻尼器；周云等[8]提出“开孔式”、“开槽式”防屈曲支撑；高向宇等[9-11]分别提出组合热轧角钢防屈曲支撑及型钢组合装配式防屈曲支撑。

振动台试验能真实再现地震过程，为目前研究结构抗震性能及地震反应、破坏机理最准确试验方法、最直接方法。诸多对装有防屈曲支撑的框架结构进行振动台实验[12-14]，仅研究防屈曲支撑的减震效果，而与普通支撑减震效果进行对比研究较少，不能体现防屈曲支撑的优越性。文献[15-16]提出腹板式钢制防屈曲支撑(简称SUB)，并进行拟静力试验及数值模拟。为检验其动力荷载下力学性能，本文对装有防屈曲支撑及普通支撑的钢框架结构进行模拟振动台试验，比较两种支撑的减震效果，验证腹板式钢制防屈曲支撑的耗能能力。

1 振动台实验

1.1 框架模型设计

试验在大连理工大学国家重点实验室-抗震研究室模拟地震台上进行。试验模型为双跨3层钢框架见图1，底面尺寸1.5 m×1.8 m，层高0.9 m。框架柱及框架梁分别由40 mm×40 mm×4 mm、60 mm×40 mm×4 mm矩形钢管焊接而成，斜撑用30 mm×30 mm×3 mm等边角钢，结构底部与基础嵌固，梁、柱间刚性连接。结构首层层间刚度较小，层间位移变形较大，故在结构首层安装2个SUB，2、3层加普通支撑40 mm×40 mm×3 mm角钢。为增大框架对地震波反应，在每层楼板放置1900 kg质量块，2、3层放置1830 kg质量块。安装SUB框架结构模型(模型A)及安装普通支撑的框架结构(模型B)局部放大图见图2。

图1 结构平面及立面简图

图2 SUB钢框架结构及普通支撑钢框架

1.2 SUB模型及节点连接

SUB试件构造见图3，尺寸及材性试验数据见表1。SUB屈服荷载理论值为Py=σyAG=19 200 N，其中σy为芯材屈服强度(128 MPa)，AG为屈服段截面面积，弹性刚度据内核构件各部分截面面积及长度用串联刚度法计算，即

图3 SUB示意图及尺寸

表1 SUB尺寸及材料参数

图4 SUB及普通支撑与节点板连接方式

将图3中数据代入上式，得SUB屈服位移Dy=0.826 mm，弹性刚度K=32 922 N/mm，与试验结果接近[16]。

将第1层防屈曲支撑换成普通支撑，并与SUB在相同轴力下屈服，得普通支撑尺寸为L36 mm×36 mm×3 mm。SUB与普通支撑均通过螺栓与节点板连接，见图4。

1.3 加载及试验方案

先进行SUB框架结构模拟振动台安装试验,因该结构在大震作用下SUB屈服耗能，框架层间变形较小，可保证钢框架在试验中保持弹性变形。再将第一层SUB卸除换成普通支撑，进行普通支撑框架结构模拟振动台试验。由于钢框架处于弹性变形，普通支撑框架结构试验时钢框架仍可重复利用。地震动沿与SUB平面平行方向输入。用白噪声激振以识别结构自振模态，白噪声波因频谱(0～100 Hz)较宽，可激起结构各阶响应，通过对时域信号进行传递函数变换为频域信号，可识别各工况的结构动力特性。分别对SUB框架结构及普通支撑框架结构两种工况进行地震动作用下动力反应试验。考虑不同场地对减震效果影响，选三条典型地震波即迁安波南北分量、TaftN21E分量及唐山波(15～45 s间部分)，见表2。地震峰值由0.1 g开始，按0.05 g逐级加载，加载到0.6 g，普通支撑框架加载到0.5 g。通过振动台面的加速度传感器记录台面的加速度信号。在沿高度各层中间横梁处安装加速度传感器，记录加速度反应。

表2 地震波选用

1.4 SUB框架结构与普通支撑框架结构对比分析

对比SUB框架结构与普通支撑框架结构在相同地震记录峰值作用下位移反应，可鉴定SUB对结构位移反应的控制效果。三种地震记录(峰值加速度0.1 g，0.2 g，0.4 g)激震下模型A、B最大位移反应及不同地震记录、不同峰值加速度下SUB减震效果见表3。两种框架在迁安波地震记录下首、顶层位移反应时程曲线见图5。两种框架结构在Taft波地震作用下首、顶层位移反应时程曲线见图6。由表3、图5、图6看出，相同峰值加速度作用下与普通支撑框架层间位移相比，SUB框架层间位移有不同程度减小；在小震作用下SUB及普通支撑框架结构层间位移基本相同，此因主体结构保持弹性变形，SUB未达屈服荷载，未进入耗能阶段，此时与普通支撑作用相同，仅为主体结构提供刚度；随地震峰值增加，普通支撑框架结构层间位移远大于SUB框架结构，此因SUB在主体结构进入弹塑性变形前进入工作耗能，此时表现较强非线性，而普通支撑通常由失稳控制在中震、大震作用下会发生整体失稳或局部屈曲，导致楼层刚度及承载力突降，显著降低结构的延性及耗能能力,影响结构抗震安全性。因此，SUB较普通支撑对结构首层层间位移及顶层位移控制效果均较好；但因SUB安装于第一层，数量较少，故对底层控制效果更明显。

表3 结构位移反应及减震率

图5 普通支撑框架结构与SUB框架结构在迁安波作用下位移时程曲线

图6 普通支撑框架结构与SUB框架结构在Taft波作用下位移时程曲线

2 数值分析

2.1 有限元模型建立

用有限元分析软件对防屈曲支撑框架结构体系分析时，防屈曲支撑用非线性连接单元实现。本文选塑性连接Bouc-Wen模型模拟。Bouc-Wen恢复力模型非线性力-变形关系表达式[17]为

p(t)=αbKEd(t)+(1-αb)KEz(t)

βbν(t)|z(t)|n+Aν(t)

式中：P为防屈曲支撑轴向力；KE为控制初始刚度参数；d为SUB轴向变形；γb，βb，A，n为滞回常数。γ，β，A决定滞回曲线大小及形状；n决定曲线光滑程度，无穷大时为双线性模型。

模型建立过程中将底层柱刚性固结于地面，结构整体阻尼比取0.02，SUB轴向屈服力19.2 kN、弹性刚度33.292 N/mm，第二刚度系数为0.05，屈服指数3，沿X方向输入地震波。

2.2 试验与数值模拟模拟结果对比

振动台试验时用白噪声扫描整个框架，获得结构自振频率为9.0 Hz。数值模拟时地震波用振动台实验时台面采集的地震波峰值。对结构模型进行模态分析，获得结构自振周期为0.107 94 s，即结构自振频率为9.2 Hz，与试验结果吻合较好。SUB框架结构在迁安地震波(峰值加速度为0.2 g)激励下试验数据与数值计算结果对比曲线见图7。普通支撑框架结构在迁安地震波(峰值加速度0.2 g)激励下，试验数据与数值计算结果对比曲线见图8。激震下普通支撑及防屈曲支撑框架结构在迁安波作用下试验及数值模拟结果最大位移反应及两者间误差见表4。由图7、图8及表4看出，有限元计算结果与试验结果逼近较好，为此类SUB框架设计与工程分析提供可行的计算方法。

图7 SUB框架结构在迁安波作用下位移

图8 普通支撑框架结构在迁安波作用下位移

表4 结构在迁安波作用下试验与模拟结果对比

3 结 论

本文对装有腹板式钢制防屈曲支撑及普通支撑框架结构模拟地震振动台试验及相关理论分析。比较两种支撑减震效果，用有限元方法对振动台试验数值计算，结论如下：

(1) 模拟地震振动台模型试验及理论分析均表明，本文所提SUB在小震作用下与普通支撑相似，仅为框架结构提供初始刚度，而在中震或大震作用下SUB在主体结构进入弹塑性变形前进入工作耗能，可极大减小结构反应。

(2) 数值模拟为分析、设计消能减震结构基础，对加SUB与普通支撑框架结构振动台试验数值模拟结果表明，SUB兼具中心支撑及位移性阻尼器功能，为一类理想的消能装置。

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