在钢结构中，支撑是一种经济的抗侧力构件，可使钢框架具备更高的抗侧刚度。传统的带支撑框架可分为中心支撑框架和偏心支撑框架。中心支撑框架中的支撑在中震和强震时会发生受压屈曲和受拉屈服，而受压屈曲极大地限制了支撑作为抗侧力构件的耗能能力，中心支撑框架的抗震性能较差，因而在AISC 360-05^[1]中这种结构体系的延性系数较低。偏心支撑框架是一种抗震性能优越的结构体系，起源于20世纪30年代的美国，在美国的高烈度地震区，已有数十幢建筑物采用这种结构体系。我国于20世纪末期进行了大量的偏心支撑框架试验研究，建立了完善的理论体系^[2]，并已将其用于实际工程中，例如北京的中国银行总部大楼。这种结构体系在弹性阶段具有较好的抗侧刚度，在弹塑性阶段具有良好的耗能能力，可避免中心支撑屈曲和刚度过大带来的不利影响。偏心支撑框架在结构设计中能较好地满足建筑功能要求，降低支撑布置对门、窗、过道的影响，但是传统偏心支撑框架消能梁段的屈服使得其震后修复困难。为了满足消能梁段屈服消能的要求，需要将其他相邻构件的截面放大，这不仅导致用钢量增多、造价增加，也限制了偏心支撑框架的使用规模。

为了达到降低用钢量的目的，研究人员通常采取加强其他构件强度的方法，例如利用防屈曲支撑、将非消能梁段和框架柱等采用高强钢等。试验研究和理论分析的结果表明通过拉开消能梁段与其他部位钢材的屈服强度差异，可以提升结构的抗震性能^[3-4]。

低屈服点钢材（屈服强度为100MPa、160MPa和225MPa的钢材）是一种新型的钢材类型，在我国约有十余年的应用时间^[5]，但主要用于消能减震产品中。与普通低碳钢相比，低屈服点钢材的基本特征为屈服强度低、延性好，而弹性模量却与普通低碳钢的弹性模量一致。若偏心支撑框架中的消能梁段采用低屈服点钢材，则在刚度不变的条件下，消能梁段能够更早地进入屈服状态，梁的内力不再增加，从而降低了对相邻其他构件（柱、支撑）的强度要求，达到节省用钢量的目的。

中震可修是我国抗震设防三水准的重要要求之一，而为了能够达到中震可修的目的，设计中通常将主要消能部位设计为可拆卸式的构件。在我国消能减震设计中，消能器的设计也要求修复方便，因而通常采用螺栓连接、法兰连接或销轴连接等连接形式。消能梁段的设计可采用与法兰连接类似的端板连接形式，在消能梁段与非消能梁段的连接部位设置端板，通过螺栓将其连接，确保震后修复简便^[6-8]。

1　低屈服点钢偏心支撑框架构成

为充分发挥低屈服点钢材的延性及消能梁段的耗能能力，低屈服点钢偏心支撑框架的消能梁段宜设置为剪切屈服型，且消能梁段中仅腹板采用低屈服点钢材，具体构造特征如图1所示。

图1　低屈服点钢偏心支撑框架构成

Fig. 1　Composition of eccentrically braced frame combined with low yield strength steel beam

为实现偏心梁段震后的可更换，提高结构的可恢复性能，消能梁段与非消能梁段可采用法兰式的端板连接^[9]，且连接承载力应大于消能梁段的极限承载力。

按照图1所示构造进行偏心支撑设计时，钢支撑、非消能梁段、框架柱的设计应满足《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）8.2.3条第5款的要求。按照不同抗震等级要求，各构件内力设计值根据消能梁段的受剪承载力进行调整。

2　单层偏心支撑框架性能对比

为验证含低屈服点钢偏心支撑框架（low yield strength steel eccentrically braced frame，LEB）的抗震性能，采用SAP2000软件建立了有限元分析模型，并与普通钢偏心支撑框架（normal steel eccentrically braced frame，NEB）的抗震性能进行对比。有限元模型中，消能梁段与非消能梁段的连接直接采用刚接，未模拟其法兰端板连接特性。梁、柱及支撑的塑性特征基于FEMA 356的规定^[10]。Q345钢材与Q225LY钢材的材料本构模型如图2所示。根据已有的剪切型阻尼器试验结果，普通钢消能梁段的延性系数取为12，低屈服点钢消能梁段的延性系数取为16。

图2　钢材本构模型

Fig. 2　Constitutive model of steel

根据规范要求，单层框架各构件的参数如表1所示，结构尺寸如图3所示。

图3　单层框架结构布置（单位：mm）

Fig. 3　Structural layout of single-story frame（Unit：mm）

为了便于对比，普通钢偏心支撑框架和含低屈服点钢偏心支撑框架的构件截面参数完全一致，即两个模型动力特性相同。

基于上述计算模型，采用位移加载模式，依次按H/300、H/200和H/100（H为层高）的变形幅值进行加载，得到普通钢偏心支撑框架和低屈服点钢偏心支撑框架的滞回反应，如图4所示。两种框架在H/100位移幅值状态下的屈服状态及变形状态如图5所示，从图中可以看出，消能梁段发生了剪切变形，其他构件保持弹性状态，达到了偏心支撑框架结构的设计目的。

图4　单层框架滞回反应

Fig. 4　Hysteretic response of single-story frame

图5　屈服及变形状态（H/100）

Fig. 5　Yield and deformation state（H/100）

从滞回反应的对比曲线可以看出，两种框架的滞回曲线均较为饱满。但在相同变形状态下，低屈服点钢偏心支撑框架的基底剪力低于普通钢偏心支撑框架的基底剪力（如图4中的A点和B点）。

为分析低屈服点钢消能梁段对其他构件的影响，提取框架柱在变形幅值从H/300~H/100的过程中相邻梁、柱和支撑的最大内力，如表2所示。从表中的对比结果可以看出，低屈服点钢消能梁段相邻构件的内力中，柱轴力、支撑轴力、非消能梁段的弯矩及剪力均显著降低。根据以上分析可知，在弹性设计中，可适当降低与消能梁段相邻构件的截面尺寸，从而降低用钢量。

3　高层偏心支撑框架性能对比

参考高烈度区的某12层偏心支撑框架，该结构的高宽比为2，设防烈度为8度（0.30g），设计地震分组为第三组，场地特征周期为0.45s。

为便于比较，仅取其中具有代表性的一跨，并对结构进行了简化，简化后的构件参数如表3所示，结构布置如图6所示。

图6　高层框架结构布置（单位：mm）

Fig. 6　Structural layout of high-rise frame（Unit：mm）

由于两种支撑框架的构件截面尺寸及结构布置完全一致，且Q225LY钢材的弹性模量与其他常用钢材的弹性模量相同，因此两个结构的弹性刚度相等，动力特性相同。通过计算，图6所示模型的基本周期为0.94s，小震下的最大层间位移角为1/490（位于第5层）。

对于上述高层偏心支撑框架结构，采用静力弹塑性分析方法来对比分析其抗震性能。在分析中，外荷载采用第1模态下地震作用的分布形式，由于两个模型动力特性一致，因而加载模式一致。

分析得到的结构性能曲线如图7所示，从图中可看出，结构进入非线性状态前，两个模型的反应完全相同，但是当结构构件逐渐进入非线性状态后，性能曲线逐渐发生变化。在中震和大震性能点时，低屈服点钢偏心支撑框架的顶点位移和基底剪力均低于普通钢偏心支撑框架的顶点位移和基底剪力。

图7　结构性能曲线

Fig. 7　Performance curves of structures

为进一步分析结构的非线性发展过程，提取两个模型的塑性状态图，如图8~10所示。顶点位移为104mm时，结构接近中震性能状态，从图8可以看出，低屈服点钢偏心支撑框架的消能梁段进入剪切屈服耗能状态，而普通钢偏心支撑框架整体结构的非线性变形较小。

图8　顶点位移为104mm时变形状态

Fig. 8　Deformation state when the top deformation is 104mm

图9　顶点位移为196mm时变形状态

Fig. 9　Deformation state when the top deformation is 196mm

图10　顶点位移为350mm时变形状态

Fig. 10　Deformation state when the top deformation is 350mm

顶点位移为196mm时，结构接近大震性能状态，此时，两个模型的消能梁段均进入非线性状态，低屈服点钢偏心支撑框架中2/3的消能梁段均进入屈服状态，而普通钢偏心支撑框架仅中1/2的消能梁段进入屈服状态。

继续分析顶点位移为350mm时结构的性能状态，可近似认为此状态为超大震下的结构反应。对比分析发现，虽然大震时普通钢偏心支撑框架中屈服的梁段数量较少，但是当结构遭受到更大的地震反应时，结构构件的损伤发展迅速，底层柱也进入非线性状态，而低屈服点钢偏心支撑框架的塑性分布更为合理，损伤集中在消能梁段及3~6层框架梁上。

由高层偏心支撑框架的性能对比可以看出，采用低屈服点钢制作的消能梁段在保证与普通钢偏心支撑框架结构相同的小震位移，并满足承载力的基本条件下，其在中震、大震作用下的性能更优，可以有效降低结构的位移反应和底部剪力。在超大震发生时，由于低屈服点钢良好的耗能能力和延性，可以有效延迟竖向构件进入屈服状态。

4　对比试验

通过以上分析可知，采用低屈服点钢消能梁段的偏心支撑框架能够有效降低结构地震作用及相邻构件的内力。本节对一个单跨平面框架进行拟静力试验，以验证上述分析结果。

4.1　试件设计

试验采用平面框架，跨度为3.1m，梁顶标高为1.770m。具体截面尺寸见及布置如图11所示。

图11　试验装置立面布置（单位：mm）

Fig. 11　Structure elevation of test setup（Unit：mm）

消能梁段总长度为300mm，高度为200mm，翼缘厚度为10mm，腹板厚度为8mm。由于腹板厚度小于10mm的普通钢材，材料超强系数较大，因而普通钢偏心支撑框架消能梁段的腹板材料采用Q235B。低屈服点钢偏心支撑框架消能梁段的腹板材料采用Q225LY，其余板件采用Q345B钢材，消能梁段的设计尺寸如图12所示。端板与腹板、翼缘均采用等强全熔透剖口焊接，加劲肋等采用角焊缝，焊脚尺寸为8mm，螺栓连接面采用生赤锈的处理方法。钢柱与基础采用刚接柱脚，框架梁与框架柱采用全焊接连接节点，支撑与框架采用刚接连接。

图12　消能梁段设计详图（单位：mm）

Fig.12　Detail of energy dissipation beam section （Unit：mm）

4.2　加载方案

试验中，首先施加竖向荷载，在每个柱顶施加443kN的竖向力（总计886kN，轴压比为0.2）。竖向力施加完毕后保持不变，然后进行水平位移加载。

水平加载采用位移控制的加载方式。试验中采用逐渐增加结构层间位移的加载制度。

对于由Q235B普通钢制作的偏心支撑框架，本试验按照位移角为1/500、1/250、1/150和1/100的位移施加荷载，对应的目标位移分别为3.54mm、7.08mm、11.80mm和17.70mm，每级荷载循环3圈。

对于由Q225LY低屈服点钢制作的偏心支撑框架，本试验按照位移角为1/500、1/250、1/150、1/100、1/80和1/50的位移施加荷载，对应的目标位移分别为3.54mm、7.08mm、11.80mm、17.70mm、22.125mm和35.40mm，每级荷载循环3圈。

若在加载过程中出现荷载下降到荷载最大值的85%，或者出现开裂、螺栓拉断等现象，则停止试验。

由于首先进行Q235B偏心梁段试验，为避免位移过大造成主体框架破坏，因此其最大加载位移控制在结构层间位移角为1/00时所对应的位移值。具体加载制度如表4、表5所示。

4.3　试验过程及现象

试验装置如图13所示。由于采用平面框架系统，为防止试验过程中结构发生平面外变形，在两根框架柱位置处设置了平面外支撑系统。

图13　试验装置

Fig. 13　Test setup

为满足可更换的要求，消能梁段采用端板式法兰连接的方法，其设计参考端板式半刚性连接节点的基本构造，为保证端板的转动刚度，在翼缘外侧设置了加劲肋，如图 14所示。

图 14　消能梁段

Fig.14　Energy dissipation beam section

普通钢偏心支撑框架加载到结构层间位移为17.7mm时即结束加载。加载过程中，由于MTS加载系统的最大拉力为850kN，而钢材强化导致作动器产生最大拉力时结构不能达到17.7mm的变形量，最终在试验加载过程中，当达到作动器最大拉力后，马上进行反向加载，这也导致结构加载的滞回曲线在两个加载方向上不对称。

试验过程中，消能梁段的最大剪切变形为7mm，远超过剪切屈服变形0.7mm。其他梁、柱及支撑构件均未出现塑性变形，也未发生屈曲失稳现象，表明结构的主要塑性变形集中于消能梁段，达到了设计目标。

普通钢偏心支撑框架试验结束后（1/100层间位移角3次加载），更换消能梁段，更换过程中首先将作动器力内力卸载为零，因为结构有一定的残余变形，利用作动器施加一定的反向荷载，满足能够松动高强螺栓的要求后，轻敲消能梁段，使其与主体结构分离，之后采用葫芦吊放下消能梁段。在普通钢消能梁段拆卸完毕后，再安装低屈服点钢消能梁段，安装过程为：首先将消能梁段提升至对应位置，采用普通螺栓将其临时固定，再安装一侧高强螺栓（初拧），初拧完毕后安装另一侧高强螺栓，完成全部螺栓的初拧工作后，按照对应扭矩力完成全部高强螺栓的终拧工作。消能梁段的更换过程如图15所示。

图15　消能梁段更换过程

Fig.15　Replacement process of energy dissipation beam section

在结构达到1/100层间位移角之前，低屈服点钢偏心支撑框架的试验加载过程与普通钢偏心支撑框架的试验加载过程相同，当结构达到1/100层间位移角后，继续加载，并增加了1/80层间位移角及1/50层间位移角这两个工况，在完成1/50层间位移角加载既定工况后，继续按照1/50层间位移角的位移量循环加载7圈，此时结构承载力下降，消能梁段发生明显的剪切变形，且区隔内腹板产生面外屈曲变形，消能梁段温度升高，约高于常温10℃，最终消能梁段腹板的翼缘、腹板与加劲肋处发生撕裂破坏，试验结束。低屈服点钢偏心支撑框架的加载过程中遇到了与普通钢偏心支撑框架类似的问题，即作动器受拉时，其加载能力有限，但相同加载能力下（850kN），结构变形大于普通钢偏心支撑框架的变形。

整个试验过程中，端板未出现弯曲破坏，且在低屈服点钢消能梁段破坏时仍然保持弹性。

低屈服点钢消能梁段临近破坏前的变形状态如图16所示，最终破坏状态如图17所示。

图16　低屈服点钢消能梁段变形

Fig. 16　Deformation of low yield steel energy dissipation beam section

图17　低屈服点钢消能梁段破坏状态

Fig. 17　Failure mode of low yield steel energy dissipation beam section

4.4　试验结果对比

试验结果分两部分进行分析，在位移角为1/500~1/100的加载阶段，两种框架均完成了试验，此时可将两种试验结果进行对比。

提取两种框架在位移角为1/500~1/100加载工况下的试验结果，将其顶点位移与结构水平承载力曲线（图18）进行对比。对比结果表明，在相同位移条件下，与普通钢偏心支撑框架相比，低屈服点钢偏心支撑框架的结构反力仅为普通钢偏心支撑框架结构反力的80%，柱轴力下降了20%，支撑轴力下降了35%。试验结果也验证了有限元分析结果的合理性。

图18　两种框架力-位移滞回曲线对比

Fig. 18　Comparison of force-displacement hysteretic curves of two frames

作动器推力部分（因拉力部分未达到目标位移）结构反应的骨架曲线如图19所示，可以看出在初始阶段（消能梁段处于弹性阶段）两种框架的结构反应基本一致，但当结构变形超过1mm后，低屈服钢偏心支撑框架结构进入非线性状态，刚度降低，开始耗能。

图19　两种框架骨架曲线对比

Fig. 19　Comparison of skeleton curves of two frames

进一步提取两种框架消能梁段的反应进行对比，如图20所示，从图中可以看出，两种不同材料制作的消能梁段均具有较好的变形能力，滞回曲线饱满。

图20　两种框架消能梁段力-位移滞回曲线对比

Fig. 20　Comparison of force-displacement hysteretic curves of energy dissipation beam section of two frames

5　消能梁段设计建议

消能梁段设计可参考现行规范，在没有受建筑方面要求的限制时，偏心支撑框架的消能梁段宜设置为剪切屈服型，其长度一般可取为0.05~0.15倍的框架梁长。剪切屈服型的消能梁段不但延性好，而且整体结构抗侧移刚度大。消能梁段的长度也不应过短，消能梁段越短，其塑性变形越大，这样可能会使得消能梁段过早地破坏。

若要实现消能梁段的可更换功能，可采用本文中提出的法兰式端板连接的方案，在设计端板及螺栓时，应保证在腹板达到极限承载力时，端板及螺栓均保持弹性。

进行消能梁段设计时，首先计算螺栓所承担的内力，即剪力V_u和弯矩M_u（图21）。

式中：ω为剪切变形状态下钢材的强化系数；f_v为钢材的抗剪强度；A_w为消能梁段腹板面积；l为消能梁段长度。

图21　连接计算模型

Fig. 21　Computing model of connection

根据螺栓群承受剪力和弯矩复合作用的计算方法，可验算单颗螺栓的承载能力，在计算中考虑1.2的安全系数。计算公式如下：

式中：N_t为弯矩M_u所产生的单颗螺栓拉力；N_v为剪力V_u所产生的单颗螺栓剪力；N为螺栓抗剪承载力；N为螺栓抗拉承载力。

端板设计参考《门式刚架轻型钢房屋结构技术规范》（GB 51022—2015）^[11]中外伸端板设计要求的规定，但其厚度应取计算值的1.2倍。

6　结  论

通过普通钢偏心支撑框架与低屈服点钢偏心支撑框架的对比分析可以得出以下主要结论：

（1）有限元分析和试验结果均表明，在相同初始刚度的条件下，当结构发生较大变形时，低屈服点钢偏心支撑框架中与消能梁段相邻的构件的内力降低，其中支撑的内力降低最为明显。

（2）高层偏心支撑框架的静力弹塑性分析结果表明，中、大震作用下低屈服点钢偏心支撑框架的位移反应和基底剪力均有所降低，且其抵抗超大震作用的能力更强。

（3）试验结果表明，当连接承载力大于消能梁段承载力时，可实现消能梁段的可更换功能。对于剪切屈服型的偏心支撑框架，腹板采用低屈服点钢材后，结构的地震反应降低。