分段控制型钢支撑抗震性能试验研究

Experimental Study on the Seismic Performance of Segmentally Controlled Steel Braces

摘要

针对传统钢支撑易发生受压屈曲、屈曲约束支撑构造复杂且性能稳定性差的问题，基于分段控制设计理念，提出了一种分段控制型钢支撑。该新型支撑由两端耗能段与中间弹性段构成，大震作用下通过耗能段产生塑性变形耗散地震能量，弹性段始终保持弹性工作状态。共设计了3个不同耗能段构造（无约束、有约束）和不同耗能段钢材类型（Q235钢、LYP225钢）的分段控制型钢支撑试件，通过拟静力试验研究了其破坏模式、滞回特性、承载力、刚度退化规律及耗能能力，分析了不同构造形式与钢材类型对该新型支撑抗震性能的影响规律。研究结果表明：采用Q235钢的试件承载力最高，但刚度退化也最为显著；设置外部约束（U形板、槽钢）的支撑试件滞回曲线饱满，受压承载力大幅提升，大位移下无明显刚度退化，表现出稳定的拉压性能与优良的耗能能力；耗能段的钢材类型对分段控制型钢支撑的耗能与变形能力影响不明显。

Abstract

To address the issues of compressive buckling in traditional steel braces and the structural complexity and performance instability of buckling-restrained braces， a segmentally controlled section steel brace was proposed. This innovative brace consists of energy dissipation sections at both ends and an elastic section in the middle based on the design concept of zonal control. Under rare earthquakes，plastic deformation occurs in the energy dissipation sections to dissipate seismic energy， and the elastic section always remains in an elastic state. Three segmentally controlled section steel brace specimens with different energy dissipation section configurations （unconstrained and constrained） and steel types （Q235 and LYP225 steel） for the energy dissipation section were designed. The failure modes， hysteretic behavior， bearing capacity， stiffness degradation and energy dissipation capacity of the innovative brace were studied through quasi-static tests. The influence of different configurations and steel types on the seismic performance of this new type of brace was analyzed. The research results show that the specimen made of Q235 steel has the highest bearing capacity but the most significant stiffness degradation. The brace specimens with external constraints （U-shaped plates and channel steel） exhibit full hysteretic curves and greatly improved compressive bearing capacity. There is no obvious stiffness degradation under large displacements； demonstrating stable tensile and compressive performance and excellent energy dissipation capacity. The steel type used in the energy dissipation section has little influence on the energy dissipation and deformation capacity of the segmentally controlled section steel brace.

Graphical abstract

关键词

分段控制 / 钢支撑 / 耗能段 / 弹性段 / 拟静力试验 / 抗震性能 / 破坏模式

Key words

segmental control / steel brace / energy dissipation section / elastic section / quasi-static test / seismic performance / failure mode

地震作为极具破坏性且不可预测的突发自然灾害，对社会经济发展和人类生命安全构成巨大威胁。传统抗侧力结构体系在遭遇地震时，依靠自身抗侧刚度抵御地震作用，通过结构弹塑性变形耗散地震输入能量，易在强震作用下发生严重破坏甚至倒塌。因此，一些新型减震结构通常在结构内部设置耗能构件（如耗能梁段、防屈曲支撑等位移型阻尼器）以此增强结构耗能能力^［1］，减轻地震作用对主体结构的损伤。

钢框架具有延性好、构造简单和结构布置灵活的特点，是现代建筑常用的结构形式之一，但钢框架抗侧刚度较小，通常需合理布置支撑以提高结构的抗侧刚度。在钢框架结构中设置中心支撑，可以有效提高结构抗侧刚度、减小结构侧向变形、优化梁柱截面尺寸、降低结构钢材用量，带中心支撑的钢框架结构是一种性能优良的抗侧力结构体系。中心支撑具有承载力高、制作方便和构造简单的优点，在多高层钢结构建筑中被广泛应用。然而，结构遭受强震作用时，支撑易发生受压屈曲失稳，导致强度与刚度严重退化；损伤严重的支撑可能提前退出工作，使结构承载力和抗侧刚度大幅下降并形成薄弱层，显著降低结构的地震抗倒塌能力。多次震害结果表明，中心支撑钢框架结构因支撑屈曲失效而发生严重震损，传统钢支撑受受压屈曲影响表现出较差的抗震性能^［2］。现行规范《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）^［3］中，传统中心支撑钢框架结构通过考虑支撑强度降低系数加大支撑截面，以提高结构的抗震性能，但强支撑结构体系中，支撑经反复拉压作用后易发生屈曲，进而将地震力传递至钢框架，导致钢框架产生较大程度的破坏。基于此，很多学者和工程设计人员将耗能机制引入传统钢支撑，使支撑先于主体结构屈服，通过支撑的塑性变形耗散地震能量来保证主体结构的安全，且支撑构件便于修复与更换，可避免主体结构出现难以修复的损伤。

基于支撑屈服耗能的设计思路，实际工程中常采用防屈曲支撑替代普通钢支撑^［4］。IWATA等^［5］首次提出H形耗能内芯支撑，对不同截面耗能内芯的防屈曲支撑进行了性能对比。ODA等^［6］提出了一种全钢材H形装配式支撑，李伟等^［7］在此基础上对该H形防屈曲支撑增设约束，采用U型钢作为约束管套，并通过加强板对加强段进行二次加强。YUAN等^［8］提出了一种新型部分屈曲约束双芯板支撑，其外围约束构件由槽钢和钢板组成。曲激婷等^［9］提出了一种新型装配式双铝合金核心单元防屈曲支撑，丰富了屈曲约束支撑的设计思路。刘乐^［10］和丁玉坤等^［11］通过试验验证了新型自复位防屈曲支撑优异的耗能能力和自复位特性。JIN等^［12］提出了一种新型装配式带组合碟簧的防屈曲支撑并根据试验结果提出了其理论滞回模型。TONG等^［13］提出了一种四角钢装配式防屈曲支撑，通过试验和有限元模拟对3个不同约束比的试件进行循环加载，测试其滞回性能，并提出避免支撑发生整体屈曲的约束比设计公式。胡宝琳等^［14］提出三阶屈服屈曲约束支撑，研究发现该支撑分阶段耗能特征显著，力学性能与耗能能力良好。ZHANG等^［15］设计了一种新型双屈服点装配式防屈曲支撑，数值模拟结果表明，该支撑双屈服点特征明显、力学性能优异、具有稳定的耗能能力。李宗权^［16］设计了一种新型分级屈曲支撑试件，通过试验确定了影响支撑性能的主要因素及其影响规律。贾良玖等^［17-18］将传统的整体耗能机制改为分段控制耗能机制，试验结果表明，改进后的支撑可充分发挥钢内芯的塑性变形能力，且具备极佳的抗震性能。

尽管防屈曲支撑在抗震领域已取得诸多显著研究成果，但仍存在制造工艺复杂、性能稳定性差、承载力有限以及屈曲后刚度退化等问题。制造工艺方面，密闭空腔内混凝土浇灌不密实会降低支撑的刚度与承载力；稳定性设计方面，现有方法计算屈曲约束支撑（BRB）整体稳定性时，忽略填充混凝土与核心板的刚度贡献，导致计算结果存在误差，无法准确描述屈曲机制^［19］。这些问题制约了屈曲约束支撑的性能提升与工程应用。为解决上述问题，充分发挥传统钢支撑刚度大、加工便捷的优势，进一步提升其变形能力与滞回耗能能力，本文基于分段控制设计思想，在传统钢支撑基础上提出分段控制型钢支撑。“分段控制”基于分区控制设计理念，将支撑划分为两端耗能段与中间弹性段：多遇地震时，弹性段承担荷载、抵御水平地震作用，始终保持弹性状态，维持支撑的刚度与稳定性；设防地震和罕遇地震时，耗能段发展塑性变形以耗散地震能量，实现对主体结构的保护。相较于传统支撑，该分段控制型钢支撑通过耗能段先于主体结构屈服，将损伤集中在支撑构件部分，且支撑构件便于修复更换；对于设置外部约束（如U形箍板和槽钢）的分段控制型钢支撑，可有效限制耗能段屈曲变形，提升受压承载力与滞回耗能能力，避免因刚度显著退化导致的滞回性能恶化。本文首先阐述了该新型钢支撑的工作原理与设计方法，随后设计了3个分段控制型钢支撑试件，通过拟静力试验研究其破坏模式、滞回特性、承载力、刚度退化规律及耗能能力，分析耗能段不同构造形式与钢材类型对该新型支撑抗震性能的影响。

1 工作原理与设计方法

1.1 工作原理

本文提出了两种分段控制型钢支撑形式：一种为由两端耗能段和中间弹性段组成的三段型（图1）；另一种为在耗能段外部增设U形箍板、槽钢等约束结构的三段式包覆型（图2）。分段控制型钢支撑耗能段采用H形截面，允许其在强震作用下发生塑性变形，中间弹性段采用箱形截面，在整个受力过程中始终保持弹性。对于三段式包覆型支撑的耗能段，通过外部设置的U形箍板与槽钢提供附加约束，限制或延缓耗能段板件的屈曲变形，提升支撑的受压承载能力，避免支撑刚度发生显著退化。此外，将耗能段设置于支撑两端，可有效保护主体结构：由于耗能段先于主体结构屈服，地震能量主要通过耗能段耗散，减少了地震作用对主体结构的冲击，降低了主体结构的损伤风险。该设计不仅提升了结构的抗震性能，还便于震后对耗能段进行修复或更换，且不会对主体结构造成较大影响。在结构中应用该新型分段控制型钢支撑，既可提高结构的抗震性能与抗侧刚度，又能实现结构在不同地震作用下的有效耗能，保障主体结构的安全性。

1.2 设计方法

三段型钢支撑的弹性临界屈曲荷载P_{\mathrm{c}\mathrm{r}}可根据挠度曲线的微分方程推导得出，如式（1）所示：

P_{\mathrm{c}\mathrm{r}}=\frac{mE{I}_{\mathrm{e}}}{L^{\mathrm{2}}}=\frac{{\pi }^{\mathrm{2}}E{I}_{\mathrm{e}}}{L^{\mathrm{2}}}\left[\frac{\mathrm{1}}{\frac{L_{\mathrm{c}}}{L}+\frac{\mathrm{2}{L}_{\mathrm{e}}{I}_{\mathrm{c}}}{L{I}_{\mathrm{e}}}-\frac{\mathrm{1}}{\pi }\left(\frac{I_{\mathrm{c}}}{I_{\mathrm{e}}}-\mathrm{1}\right)\mathrm{s}\mathrm{i}\mathrm{n}\left(\frac{\pi L_{\mathrm{c}}}{L}\right)}\right]（1）

式中：L为支撑长度；m是取决于支撑的长度（L_e/L或L_c/L）和惯性矩（I_c/I_e）的比例因子；L_e、L_c分别为耗能段和弹性段长度；I_e和I_c分别为耗能段和弹性段的截面惯性矩。

三段式包覆型支撑包括两端耗能段、中间的箱形弹性段、外部约束槽钢以及U形箍板（两者简称为外包覆套筒约束）。中间弹性段长度和截面面积为L_c、A_c；两端耗能段长度和截面面积为L_e、A_e；外包覆套筒约束长度和截面面积为L₀、A₀，各部分刚度如下：

中间弹性段刚度：k₁=EA_c/L_c；

耗能段刚度：k₂=EA_e/L_e；

外包覆套筒刚度：k₃=EA₀/L₀。

三段式包覆型防屈曲约束钢支撑为整体变形，其弹性轴向刚度K_e可采用串联弹簧刚度的计算方法得到（其中外包覆套筒与耗能段采用并联弹簧刚度的计算方法），见式（2）：

K_{\mathrm{e}}=\frac{k_{\mathrm{1}}{k}_{\mathrm{2}}+k_{\mathrm{1}}{k}_{\mathrm{3}}}{\mathrm{2}{k}_{\mathrm{1}}+k_{\mathrm{2}}+k_{\mathrm{3}}}（2）

三段式包覆型防屈曲约束钢支撑的等效截面面积A通过其弹性轴向刚度K_e及各段长度求得，见式（3），等效截面面积A应大于耗能段截面面积A_e\mathrm{。}

A=\frac{K_{\mathrm{e}}\left(\mathrm{2}{L}_{\mathrm{e}}+L_{\mathrm{c}}\right)}{E}（3）

弹性段与耗能段的长度关系如下：对于承载型支撑，疲劳性能要求较低，无需满足30圈往复拉压试验要求，此类支撑的耗能段变形能力较大，应变率可大于3%，在相同变形需求（伸长或缩短量）下，可适当减小两端耗能段的长度，建议两端耗能段总长度占支撑总长度的比例为0.3~0.4^［20］。

2 试验概况

2.1 试件设计

基于上述设计方法，设计了3个分段控制型钢支撑试件，试件编号和设计参数见表1。所有试件的弹性段均采用Q355钢，其中试件SHZ1与SHZ2构造相同，试件SHZ1耗能段采用Q235钢，试件SHZ2耗能段采用LYP225低屈服点钢；试件SHZ3与SHZ2的耗能段钢材相同，但构造不同，试件SHZ3在试件SHZ2的基础上设置耗能段外部约束（槽钢与U形箍板）。槽钢深入弹性段的部分与方钢管满焊连接，耗能段部分槽钢仅与箍板焊接，与H型钢接触但无连接。试件长度均为3 761 mm，耗能段截面尺寸均为H160 mm×160 mm×8 mm×10 mm，弹性段的箱形截面尺寸均为□230 mm×14 mm；试件SHZ3的U形箍板和槽钢尺寸分别为270 mm×100 mm×55 mm×55 mm、70 mm×131 mm×14 mm×10 mm。图3给出了各试件的几何尺寸和构造详图。

2.2 材性试验

依据《金属材料 拉伸试验 第1部分： 室温试验方法》（GB/T 228.1—2021）^［21］，每种材料分别设计3个尺寸相同的试件来进行单轴拉伸试验。试件钢材屈服强度、抗拉强度、弹性模量、伸长率等结果见表2，钢材材性满足规范要求。

2.3 试验装置与加载方案

试验采用PWS-4000阻尼器试验系统进行加载，加载装置如图4所示。试件一端通过端板与反力架连接，另一端通过端板与作动器连接以施加荷载。试件的应变测量布置方案如图5所示，试件SHZ1与SHZ2均布置16个应变片，试件SHZ3在此基础上为U形箍板与槽钢增设了应变片。

试件采用位移加载，根据《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）^［3］、《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ 99—2015）^［22］的相关规定，试件位移加载幅值依次为l/2 000（1.88 mm）、l/1 600（2.35 mm）、l/1 000（3.76 mm）、l/600（6.27 mm）、l/400（9.40 mm）、l/300（12.53 mm）、l/200（18.80 mm）、l/150（25.00 mm）（其中l为支撑总长度），并在各级位移幅值下循环三圈，加载制度如图6所示。当试件承载力下降至峰值承载力的80%或试件出现明显破坏无法继续承载时停止加载，试验结束。

3 试验现象

试件SHZ1的加载位移幅值在1.88 mm~12.53 mm的范围内时，试件表面未出现明显变形；当加载位移幅值达到18.81 mm，即试件长度的1/200时，试件一侧变形区域的翼缘开始出现挤压现象，在未变形区域与变形区域的交界处，耗能段开始显现平面外失稳特征，且耗能段逐渐发生弯曲。当加载位移达到25.07 mm，即试件长度的1/150时，耗能段变形侧的H型钢挤压和变形程度显著增加，平面外失稳现象更为明显，并伴随有响声，此时耗能段局部出现裂缝并逐渐扩大，最终该试件由于耗能段平面外失稳严重，无法继续加载，试验结束，试件SHZ1的主要试验现象和最终破坏模式见图7a）。试件SHZ2的破坏过程与试件SHZ1的破坏过程相似，但在加载位移达到25.07 mm时，试件虽产生显著变形，却未出现明显裂纹与断裂，表明LYP225钢材具有良好的延性，试件的主要试验现象和最终破坏模式见图7b）。

试件SHZ3在加载位移幅值在1.88 mm~9.40 mm的范围内时，试件无明显现象；当加载位移达到12.53 mm时，变形区域一侧翼缘有轻微屈曲，随着加载位移幅值的增加，该侧翼缘屈曲更为明显，并对相连腹板产生较大拉力；当加载位移达到25.07 mm时，变形区域腹板被横向拉断，腹板与翼缘连接处逐渐脱开并伴随响声，试件无法继续承载，试验结束，试件SHZ3的主要试验现象和最终破坏模式见图7c）。

从受力状态分析，支撑承受反复拉压作用，郭彦林等^［23］的研究结果表明，拉压循环加载会使材料内部产生残余应力，降低屈曲临界应力。试验过程中，试件在加载前期应力分布相对均匀，随位移幅值增大，耗能段应力集中现象加剧，部分区域应力提前达到屈服强度，导致刚度下降并加速失稳；且支撑屈曲后力学性能发生改变，受压承载力降低，结构进入不稳定工作状态。从约束条件分析，未设置外部约束的试件SHZ1和SHZ2缺乏有效侧向约束，难以控制耗能段平面外变形，变形发展至一定程度即引发失稳。而设置外部约束的试件SHZ3虽能限制部分屈曲变形，但约束刚度和强度不足时，在大位移加载下约束与耗能段的相互作用无法阻止腹板发生拉断破坏。

针对这些破坏特性，可采取以下防控措施。截面设计方面，参考周云等^［24］的研究成果，合理调整耗能段H形截面尺寸参数，或采用蜂窝形、开孔式等新型H形截面，提升其抗屈曲能力。约束施加方面，可增加U形箍板和槽钢的厚度、宽度，优化连接方式，如采用焊接与螺栓连接结合的形式，还可在支撑内部设置纵向加劲肋，增强约束效果与支撑的整体稳定性。

4 试验结果与分析

4.1 荷载-位移曲线

各试件的荷载-位移曲线如图8所示。由图可知，各试件的荷载-位移曲线呈纺锤形，滞回环总体上较为饱满，表现出了良好的滞回性能。试件SHZ1承载力最高为1 601.1 kN，主要原因是其耗能段采用了Q235钢，在耗能段截面尺寸相同的情况下，试件中的Q235钢实测屈服强度高于LYP225钢的实测屈服强度。进一步分析发现，试件SHZ1与SHZ2在受压状态下的承载力低于受拉状态下的承载力，而试件SHZ3在受压和受拉状态下的承载力则相差不大，这是因为试件SHZ3的外部约束与支撑主体协同工作，在拉压转换时维持了支撑的整体稳定性；受压时，外部约束提供的约束反力使耗能段的变形模式更可控，从而使受压承载力与受拉承载力保持相近水平。

滞回环形态方面，试件SHZ3的滞回环呈理想的饱满形态；而试件SHZ1、SHZ2的滞回环在小位移下较为饱满，大位移下饱满度显著下降，原因是这两个试件在加载后期，耗能段发生屈曲并导致刚度退化，承载力快速下降。为改善此状况，后续研究可通过改进支撑构造形式延缓屈曲发生、保持滞回环饱满度，例如调整耗能段与弹性段的连接方式，设计专用过渡连接构造以避免应力集中，降低构件屈曲风险。此外，可在支撑内部增设纵向加劲肋（配合原有横向加劲肋），全面增强支撑结构的抗屈曲能力，提升其滞回性能。

4.2 骨架曲线

根据荷载-位移曲线得到的各试件骨架曲线如图9所示。由图可知，由于耗能段钢材强度不同，试件SHZ1的承载力明显高于试件SHZ2及SHZ3的承载力，试件SHZ1正、负向的最大承载力分别为+1 601.1 kN和-1 438.1 kN，相较于试件SHZ2（+1 211.2 kN，-1 050.6 kN），其正向承载力提升了32.2%，负向承载力提升了36.9%；相较于试件SHZ3（+1 245.5 kN，-1 340.2 kN），其正向承载力提升了28.6%，负向承载力提升了7.3%。试件SHZ1与SHZ2的骨架曲线变化趋势相近，表明耗能段的钢材类型对支撑承载力有一定影响。此外，试件SHZ3在受压状态下的承载力较试件SHZ2在受压状态下的承载力有显著提升，当位移加载至12.53 mm之后，试件SHZ2受压承载力下降到388.8 kN，而试件SHZ3的受压承载力则上升到1 340.2 kN，表明通过增加外部约束，可以有效增强分段控制型钢支撑的受压承载力。

由骨架曲线得到的各试件在屈服点、峰值点和极限点的承载力和位移，以及延性系数如表3所示，其中“＋”表示加载方向为拉，“－”表示加载方向为压。由骨架曲线得到的试件SHZ3临界屈曲荷载为1 102.68 kN，式（1）计算得到试件SHZ3的临界屈曲荷载为1 146.08 kN，与试验值的误差仅为3.9%，验证了理论设计方法的正确性。由表可知，试件SHZ3在受压和受拉状态下的承载力基本一致，而试件SHZ1与SHZ2在这两种状态下的承载力存在明显差异。此外，试件SHZ3的延性系数显著高于试件SHZ1和SHZ2的延性系数，其拉、压向延性系数分别较试件SHZ1高出32%、35%，较试件SHZ2高出55%、36%，这表明外部约束的存在显著提升了支撑的变形能力。

4.3 刚度退化

根据《建筑抗震试验规程》（JGJ/T 101—2015）^［25］采用割线刚度反映试件等效刚度随加载位移的变化规律，各试件的刚度退化曲线见图10。加载初期试件SHZ1、SHZ2、SHZ3的刚度分别为197.37 kN·mm^-1、166.29 kN·mm^-1、209.48 kN·mm^-1，通过式（2）计算得到试件SHZ3的理论刚度为223.67 kN·mm^-1，与试验值的误差仅为6.7%，进一步验证了理论设计方法的正确性。试件SHZ1与SHZ2的刚度退化总体趋势基本一致，因耗能段材料不同，试件SHZ1总体刚度略高于试件SHZ2总体刚度。在小位移加载阶段，试件SHZ1与SHZ2的割线刚度先小幅增大后减小，原因是材料在初始加载阶段产生应变硬化效应，使刚度短暂提升，随着位移的增大，材料进入塑性变形阶段，刚度开始持续下降。试件SHZ3的割线刚度随加载位移增大逐渐减小，当位移超过12.53 mm时，刚度退化速率明显放缓并趋于稳定，原因是外部约束有效限制了耗能段的屈曲变形，使耗能段在大位移下仍能保持较好的承载能力。外部约束通过提供附加侧向约束力，抑制了耗能段的平面外失稳，从而减缓了刚度退化速率。此外，从各试件的刚度退化曲线可得出，为耗能段增设外部约束，可有效提高试件的割线刚度。

4.4 耗能能力

试件SHZ1、SHZ2、SHZ3的单周耗能与累积耗能曲线如图11所示。3个试件在加载初期的单周耗能增量趋势基本一致，随着位移幅值的增大，各试件的耗能表现出现显著差异。试件SHZ3的单周耗能呈现出稳定增长的趋势，试件SHZ1的单周耗能增长在加载后期有所放缓，而试件SHZ2在加载后期出现单周耗能下降的现象。这是由于其耗能段采用的LYP225低屈服点钢在大位移加载下屈服强度较低，导致试件刚度退化加剧；同时缺乏外部约束，耗能段在加载后期发生屈曲，受压承载力降低，进一步影响了其耗能能力。对比试件SHZ1、SHZ2、SHZ3发现，试件SHZ1最大单周耗能为60.52 kJ、累积耗能为462.25 kJ；试件SHZ2最大单周耗能为47.81 kJ、累积耗能为396.47 kJ；试件SHZ3最大单周耗能为78.68 kJ、累积耗能为536.92 kJ。试件SHZ3的累积耗能比试件SHZ1的累积耗能高16%，比试件SHZ2的累积耗能高35%，各试件耗能能力由优至劣依次为 SHZ3、SHZ1、SHZ2。此外，因本次试件按承载型设计，低屈服点钢的延性与耗能能力未得到有效发挥。

4.5 拉压不对称系数

当耗能段在轴向拉压作用下产生高阶屈曲时，材料的力学性能会发生显著变化。屈曲的产生会导致材料内部的应力分布不均匀，进而影响其承载能力。在相同的加载幅值下，受压承载力会大于其受拉承载力。为量化试件拉、压性能的差异，按式（4）计算拉压不对称系数：

\beta =\left|\frac{C_{\mathrm{m}\mathrm{a}\mathrm{x}}}{T_{\mathrm{m}\mathrm{a}\mathrm{x}}}\right|（4）

式中：β为拉压不对称系数；C_max为试件在某一应变幅值下的最大压力；T_max为试件在同样应变幅值下的最大拉力。根据上式计算各试件在9.40 mm、12.53 mm、18.80 mm、25.00 mm加载位移下的拉压不对称系数，结果见表4。

由表4可知，试件SHZ1、SHZ2的拉压不对称系数均小于1.0，随着加载位移的增大，拉压不对称现象愈加明显，试件在加载后期的受压承载力明显小于受拉承载力；试件SHZ3的拉压不对称系数均小于1.1，随着加载位移的增大，拉压不均匀系数总体上呈增大趋势，主要是由于泊松效应，耗能段在轴向力作用下产生横向变形，挤压外部约束，耗能段与外部约束摩擦增大，使得支撑的受压承载力高于受拉承载力，导致拉压承载力在加载时出现不对称。

5 结论

通过拟静力试验对3个分段控制型钢支撑试件的抗震性能进行了研究，分析了耗能段钢材类型和构造形式对支撑抗震性能的影响，得到的主要结论如下：

（1） 未设置外部约束的试件SHZ1和SHZ2，在加载过程中因缺乏侧向约束，耗能段平面外变形难以控制，最终发生平面外失稳破坏。而试件SHZ3虽能通过外部约束限制屈曲变形，但当约束刚度与强度不足时，大位移加载下腹板发生拉断破坏。针对上述失效模式，可通过调整耗能段H形截面尺寸、采用新型H形截面提升其抗屈曲能力；亦可增大U形箍板与槽钢的厚度和宽度，优化连接方式，并在支撑内部设置纵向加劲肋，增强约束效果与支撑整体稳定性。

（2） 设置耗能段外部约束（U形箍板和槽钢）能有效限制耗能段的屈曲变形，提高支撑的受压承载力，使支撑表现出稳定的滞回性能；未增加外部约束的支撑试件虽在一定程度上改善了传统支撑的受压性能，但在大位移下出现了较明显的刚度退化和承载力下降。

（3） 耗能段采用Q235钢和LYP225低屈服点钢对钢支撑的耗能和变形能力影响有限，二者的主要差异体现在屈服承载力：Q235钢因屈服强度较高，在相同截面尺寸下可为支撑提供更高的承载力；因本次试件按承载型设计，低屈服点钢的延性与耗能能力未得到有效发挥。。

（4） 为耗能段增设外部约束，可显著提升支撑的受压承载力与延性，降低刚度退化程度，从而提高分段控制型钢支撑的抗震性能，但会增加支撑构造的复杂程度。因此，对于需要在较大地震位移下保持较高承载力和延性的结构可以选择此构造；对于位移响应较小的结构，可选用无外部约束的支撑构造，以保证其在小位移下的最优承载能力。

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基金资助

陕西省科协青年人才托举计划(20230426)

中建股份科技研发课题(CSCEC-2023-Z-18)

中建股份科技研发课题(CSCEC-2025-Z-22)

陕西省秦创原“科学家+工程师”队伍建设(2022KXJ-084)