帶耗能梁段的高強鋼框筒結構抗震性能試驗研究與數值分析

連鳴 周玉浩 韓文凱

摘 要：為了研究帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼框筒結構（HSS-FTS-RSL）的抗震性能，設計了2∶3縮尺子結構試驗試件，對其進行低周往復加載，研究其破壞模式、滯回性能及耗能梁段的可更換能力。基于OpenSees建立了HSS-FTS-RSL結構的簡化數值分析模型，數值分析結果與試驗結果吻合良好。建立了3種不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS-RSL整體結構簡化數值模型，對其進行非線性時程分析。結果表明：HSS-FTS-RSL子結構試件具有良好的抗震性能，在循環荷載下表現為耗能梁段的破壞;更換耗能梁段不會影響結構的抗震性能;結構在地震作用下的變形滿足規范限制要求;在構件截面尺寸相同，即相同用鋼量的前提下，采用高強鋼可以有效降低構件的應力水平;耗能梁段最大可更換殘余層間側移角為0.41%，且在大震后整體結構殘余層間側移角為0.028%～0.148%，可以實現耗能梁段的更換;基于不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS-RSL分析結果，建議HSS-FTS-RSL結構耗能梁段采用三跨間隔布置。

關鍵詞：鋼框筒;剪切型耗能梁段;試驗研究;抗震性能;簡化模型

中圖分類號：TU392.5; TU352.1 文獻標志碼：A 文章編號：2096-6717（2021）03-0024-13

Abstract： High-strength steel fabricated framed-tube structure with replaceable shear link （HSS-FTS-RSL） was proposed. One 2/3 scaled sub-structure specimen of HSS-FTS-RSL was fabricated. Low cycle reciprocating loading test was carried out for the specimen to study its seismic performance， including failure modes， hysteretic behaviors， and replaceability. The simplified numerical model of HSS-FTS-RSL was established by using OpenSees， and the analysis results of this model had good agreement with the test results. Three simplified numerical models of HSS-FTS-RSL with different layouts of shear links were considered to investigate their seismic performance through the nonlinear dynamic analysis. The results show that the specimen had good seismic performance，

with the failure of energy dissipation beam section under cyclic loading. The maximum interstroy drifts could meet the demands in the seismic code under the ground motions. The high-strength steel could reduce the stress in spandrel beams and columns but not increased the amount of steel of the structures. The maximum residual story drifts ranged from 0.028% to 0.148%， which were lower than the maximum residual story drift of 0.41% for replacing shear links obtained from the test. Considering the seismic performance and repairability of the structure， it was suggested that the shear links of HSS-FTS-RSL should be arranged in three-span interval according to the analysis results.

Keywords： steel framed-tube structure; shear link; experimental study; seismic performance; simplified numerical analysis

鋼框筒結構是由外圍密柱深梁、樓板和內部少量柱形成的筒體結構，框筒結構具有空間受力性能良好，抗扭及抗側剛度大等優點，但由于鋼框筒結構深梁密柱（一般約為3～4 m）的特點，導致裙梁的跨高比較小，從而使得裙梁端部彎矩梯度偏大，限制了群梁端部塑性鉸的形成和發展，不利于結構耗散地震能量;同時，裙梁被樓板加強，可能導致地震作用下部分柱子的端部先于裙梁進入塑性，加大了結構的倒塌風險，損傷嚴重時，將導致建筑物的功能中斷，產生較高的修復成本。

近年來，學者們提出了可恢復功能抗震結構，即地震后不需修復或者稍加修復即可恢復使用功能的結構[1]，主要目的是使結構具備震后快速恢復使用功能的能力，從而減輕由于結構震后功能中斷帶來的影響。有部分學者建議在結構中設置可更換耗能構件，以提高結構的震后可恢復能力。其中，Fortney等[2]最早提出了可更換“保險絲”，即可更換鋼連梁的概念;Mansour等[3-4]對腹板螺栓連接剪切型耗能梁段進行了滯回性能試驗，并對帶端板螺栓連接、雙槽鋼腹板螺栓連接的偏心支撐鋼框架單層單跨結構進行了滯回性能試驗研究;呂西林等[5]提出了3種不同類型的連梁保險絲，通過低周反復加載試驗對這3種保險絲的抗震性能進行了研究;紀曉東等[6-7]對12個可更換耗能梁段試件進行了擬靜力試驗，研究了其抗震性能及影響參數，其中，剪切型耗能梁段多用于梁跨中，彎曲型耗能梁段多用于梁端部，而剪切型耗能梁段相比于彎曲型耗能梁段有更穩定的滯回能力與彈塑性變形能力，從而更好地作為結構中的耗能構件進行耗能。

針對傳統鋼框筒結構抗震性能較差且震后修復比較困難的問題，筆者提出了帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼框筒結構（HSS-FTS-RSL），耗能梁段采用屈服強度較低且變形能力較好的鋼材（如Q235鋼），耗能梁段與裙梁間采用傳力明確且易于安裝與拆卸的端板螺栓連接，其余非耗能構件（包含裙梁和框筒柱）采用高強度鋼材（如Q460鋼），在大震作用下，耗能梁段完全進入彈塑性狀態進行耗能，而其余非耗能構件由于采用高強鋼，仍保持彈性或部分發展塑性，震后僅需更換損傷的耗能梁段即可快速恢復結構功能。為深入研究HSS-FTS-RSL的抗震性能及震后可更換性，先對一個HSS-FTS-RSL子結構進行循環加載試驗，而后基于試驗結果利用OpenSees建立其簡化數值分析模型，并選取3種不同耗能梁段布置方式，建立30層HSS-FTS-RSL整體結構簡化數值分析模型，對其進行動力彈塑性時程分析，并對比不同耗能梁段布置方式對其抗震性能的影響，基于分析結果，對耗能梁段布置方式是否合理提出建議。

1 試驗概況

1.1 試驗試件

原型結構為一個30層的HSS-FTS-RSL結構，原型結構概況詳見文獻[8]。選取其腹板框架第13層梁柱子結構作為試驗原型結構，如圖1所示，其中，e、Ln、H分別為耗能梁段長度、凈跨度和層高。考慮到實驗室的實際加載條件，最終選取2∶3縮尺試件進行試驗。根據式（1）、式（2）設計耗能梁段，保證設計為剪切屈服型，其中，耗能梁段長度為400 mm，長度比e/（Mp/Vp）=1.05。同時，需要保證裙梁端部在耗能梁段充分發展塑性之前不進入塑性，故裙梁截面需滿足式（3）、式（4）。試件各構件截面尺寸見表1。

式中：e為耗能梁段長度;Mp和Vp分別為耗能梁段的塑性抗彎承載力和塑性抗剪承載力;hw、tw和fyL分別為耗能梁段的腹板高度、腹板厚度和腹板屈服強度;Mpb和Vpb分別為裙梁的塑性抗彎承載力和塑性抗剪承載力;Ω為耗能梁段的超強系數。

耗能梁段與裙梁連接方式采用端板螺栓連接，端板與耗能梁段和裙梁的翼緣均采用全熔透對接焊縫連接，與耗能梁段和裙梁腹板采用雙面角焊縫連接，焊縫和焊腳尺寸見圖2（b）。高強螺栓承擔連接處的剪力和彎矩作用，根據《鋼結構高強度螺栓連接技術規程》[9]對端板螺栓連接的規定對連接處螺栓和端板厚度進行設計。耗能梁段端板和裙梁端板通過8個10.9級M20的摩擦型高強螺栓連接，耗能梁段和端板厚度分別為20、25 mm。裙梁與框筒柱連接處的上下翼緣端部均設置蓋板，以增強梁柱節點的轉動能力及連接強度，試件幾何尺寸與構造見圖2。試件中的耗能梁段采用Q235鋼制作，端板采用Q345鋼，框筒柱與裙梁均采用Q460鋼，所用材料的力學性能數據見表2。

1.2 試驗裝置與加載方案

試驗裝置如圖3所示。框筒柱上下鉸接約束，設置柱及裙梁側向支撐防止試件平面外失穩，側向支撐與試件接觸面均粘貼1.5 mm厚的四氟乙烯板從而減小側向支撐與試件之間的摩擦力，通過壓梁抵抗試驗過程中柱受到的傾覆彎矩，同時，設置抗剪滑移鍵防止地梁發生滑移。通過2個1 000 kN的同步油壓千斤頂在兩柱柱頂分別施加430 kN的豎向軸力，在加載過程中保持不變;待豎向荷載N施加穩定后，再通過作動器施加水平側向力P。

水平往復荷載采用位移控制加載，加載制度如圖4所示，規定作動器推向（向東）為正，拉向（向西）為負。試驗加載分兩個階段進行加載，由于原型結構算例在大震作用下最大層間側移角為1/80[8]，因此，需保證第I階段加載至子結構層間側移角大于等于1/80后再更換耗能梁段，考察震后耗能梁段的可更換能力。在第I階段，子結構試件屈服前采用3 mm的位移增量進行加載，每級循環1次，屈服后以0.5Δy′增量進行加載，每級循環3次，加載至2.5Δy′（層間側移角為1/80），之后更換耗能梁段;在第Ⅱ階段，對更換耗能梁段后的試件重新進行加載，試件屈服前采用3 mm的位移增量進行加載，每級循環1次，屈服后以Δy′的倍數進行加載，每級循環3次，加載至試件破壞或者承載力下降至峰值的85%，停止加載，試驗結束。其中，Δy′為試驗過程中耗能梁段腹板應變片達到屈服應變時對應的水平加載位移，取18 mm。

1.3 量測方案

位移測點及應變測點布置見圖5。為測量試件水平位移，分別在兩柱柱頂、柱節點域上部和柱底布置位移傳感器（D3～D8）;在耗能梁段處沿耗能梁段兩對角線方向分別布置兩個拉線位移計測量耗能梁段的剪切變形（D1和D2）。在耗能梁段腹板區格內布置應變花，在上下翼緣端部布置應變片;在裙梁腹板和翼緣、框筒柱腹板和翼緣布置應變片，同時在梁柱節點區域格布置應變花;裙梁與柱連接處的上下蓋板處各布置一個應變片。

1.4 試驗結果

在階段I加載過程中，當位移加載至+Δy′第1圈時，耗能梁段腹板屈服，耗能梁段未產生明顯變形。隨著加載位移的增加，腹板處氧化皮逐漸脫落，尤其位于耗能梁段腹板與翼緣連接焊縫周邊較為明顯。2.5Δy′循環加載完成后，腹板區格周邊氧化皮明顯脫落，連接區域及其構件均保持彈性狀態且無明顯變形。階段I加載結束后進行耗能梁段更換，拆除耗能梁段后連接處未發現螺栓滑移的痕跡，可以判斷端板螺栓連接傳力可靠且約束作用強。隨后開始階段Ⅱ的加載，加載至-4Δy′第3圈時，耗能梁段腹板與加勁肋焊縫端部出現裂紋，見圖6（a）;當加載至+6Δy′第1圈時，耗能梁段腹板與加勁肋焊縫端部裂紋沿焊縫開始延伸，見圖6（b）;加載至+6Δy′第2圈時，耗能梁段腹板與加勁肋焊縫附近母材裂縫沿腹板高度方向貫通，腹板區格斷裂破壞，翼緣發生屈曲，且加勁肋與下翼緣連接處焊縫斷開，見圖6（c），試件無法繼續承載，試驗結束，試件整體破壞形態見圖6（d）。

試件階段I與階段Ⅱ的荷載位移曲線如圖7所示。由圖7可知，曲線滯回環包圍面積隨著加載位移的增大而逐漸增大，并且呈穩定、飽滿的梭形，說明試件具有穩定的耗能能力。此外，兩個加載階段的荷載曲線變化趨勢完全一致，相同位移加載級時曲線幾乎重合，說明更換耗能梁段后試件的抗震性能可以恢復到初始狀態，達到了通過更換耗能梁段即可使結構快速恢復功能的目的。

1.5 耗能梁段變形

圖8為耗能梁段的剪力塑性轉角（V-γp）滯回曲線，圖中的Vn為耗能梁段的名義塑性抗剪承載力，Vp為根據耗能梁段實測強度得到的實際抗剪承載力。耗能梁段的剪力V和塑性轉角γp通過式（5）～式（7）計算得到。

式中：H為試件上下鉸接點中心之間的距離;L為試件左右鉸接點中心的距離;Δ1和Δ2分別為交叉位移計D1和D2量測的位移值;e為耗能梁段長度;h為耗能梁段腹板高度，Ks，link為耗能梁段的剪切剛度。

耗能梁段的V-γp滯回曲線飽滿，耗能梁段屈服后表現出了明顯的超強現象，試件的耗能梁段塑性轉角遠大于規范ANSI/AISC 341-16中規定的塑性轉角限值0.08 rad，說明設置在裙梁中的剪切型耗能梁段具有極強的耗能能力和變形能力。

1.6 耗能梁段的更換

階段I加載結束后，將水平荷載卸載為零，記錄此時殘余層間側移角，為了得到耗能梁段可以更換的最大殘余層間側移角，利用作動器逐步施加水平位移，獲得不需要擴孔、切割等操作即可安裝新的耗能梁段所對應的殘余層間側移角θre，最終得到θre為0.41%。圖9為更換耗能梁段時的現場照片。

1.7 應變分析

通過布置在子結構試件各個位置的電阻應變計采集的數據，可以分析得到結構各個部位的內力變化，應變發展以及彈塑性發展狀態。子結構框筒柱腹板和翼緣、裙梁腹板和翼緣、梁柱節點域以及裙梁上下蓋板耗能梁段腹板和翼緣的應變在加載過程中基于符合平截面假定，始終處于彈性狀態。圖10給出了耗能梁段腹板和翼緣的應變隨加載步的變化規律，耗能梁段翼緣和腹板截面應變在屈服之前隨加載級增大基本呈線性變化，屈服之后應變迅速增大，且翼緣處應變發展速度小于腹板，表明耗能梁段主要通過腹板剪切屈服進入塑性實現耗能，由于加載級達到3Δy′之后腹板塑性發展嚴重，表面應變花已經開始脫落，故僅給出3Δy′之前的應變數據。

2 簡化數值模型的建立

2.1 耗能梁段數值模型

通過OpenSees中兩節點連接單元（Two Node Link Element）表征耗能梁段力學行為。單元在對應自由度上通過相應彈簧表征其力學行為，將對應材料的本構參數轉化為彈簧的恢復力控制參數。由于耗能梁段的剪切變形主要為腹板剪切變形，因此，僅考慮耗能梁段腹板平面內的力學行為，忽略腹板平面外及扭轉變形的影響。如圖11所示，分別通過平面內的軸向彈簧、彎曲彈簧和剪切彈簧表示。

參考文獻[10]對混合聯肢剪力墻中消能連梁的研究，結構中耗能梁段設計為剪切屈服型，剪切方向發生非線性行為，彎曲方向和軸向方向可按彈性考慮。選用OpenSees中的彈性材料表征軸向彈簧及彎曲彈簧恢復力特性，軸向彈簧及彎曲彈簧的彈性模量分別為耗能梁段的軸向線剛度和彎曲線剛度。文獻[6]的研究結果表明，剪切型耗能梁段的滯回曲線與鋼材的單軸拉壓滯回曲線特征相近，因此，選用Steel02單軸材料表征剪切彈簧的恢復力特性，其中Steel02材料參數通過單軸拉壓循環材性試驗結果進行標定。以往有學者[11]采用這種模擬方法表征耗能梁段的剪切行為，且取得較好的結果。彈性材料的本構參數與彈簧恢復力控制參數對應關系見表3，其中E為鋼材彈性模量，A為耗能梁段截面積，I為截面慣性矩，e為耗能梁段長度。

式中：fy，w為耗能梁段腹板所用鋼材的屈服強度;Aw為腹板截面積;E為鋼材彈性模量;G為鋼材剪切模量;I為截面慣性矩。需要說明的是，fy，w、Aw、E、G均取試驗子結構耗能梁段的實測值。

為得到Steel02中各項參數，需通過循環本構試驗進行參數標定。為保證驗證準確性，取試件耗能梁段腹板所用鋼材（Q235-8 mm）進行單軸拉壓循環本構試驗，如圖12所示。采用圖13所示的3種不同的加載制度對試件進行大應變循環加載。基于試驗數據，Steel02參數標定如表4所示，選用單元與耗能梁段保持一致，模擬鋼材循環加載試驗，曲線對比見圖14，由圖14可知，通過表4中的參數可較準確模擬材性試樣在循環加載作用下的滯回行為。

2.2 裙梁及框筒柱數值模型

OpenSees中基于力的梁柱單元可以在不細分單元的情況下較好地模擬構件曲率沿長度非線性分布的情況[12]，為考慮其剪切變形，采用OpenSees中截面組裝（Section Aggregator）命令，將截面抗剪剛度賦予基于力的梁柱單元。對于梁柱單元選用纖維截面，參考杜軻等[12]的研究，為了更好地兼顧精度與計算效率，對于基于力的梁柱單元，單根構件不需要單元劃分，單元內使用4個截面積分點，截面上使用6×6的纖維積分點。H型截面劃分如圖15所示。纖維截面劃分采用Steel01材料表征其力學行為。

2.3 子結構簡化數值模型驗證

圖16為綜合上述耗能梁段、裙梁和框筒柱所選取的建模方式建立的試驗試件簡化數值模型，按試驗的加載方式對簡化數值模型進行分析，模型示意如圖16所示。對于框筒柱通過P-delta坐標轉換命令考慮其P-Δ效應，加載時參考上述試驗加載制度。

圖17對比了子結構試驗與OpenSees模擬的滯回曲線和骨架曲線。由圖17可知，數值模擬曲線與試驗曲線變化趨勢基本一致，簡化模型可以較為準確地模擬試件的剛度和承載力，且兩者的最大承載力僅相差8.8%。總體上看，基于OpenSees提出的簡化數值模型能較好模擬子結構試驗試件的滯回行為，且具有較高的精度。

3 結構算例與整體結構簡化數值模型

3.1 算例結構

在文獻[8]中30層HSS-FTS-RSL結構的基礎上，設計了3個具有不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS-RSL結構，分別為三跨間隔布置（HSS-FTS-RSL1）、三跨連續布置（HSS-FTS-RSL2）以及五跨連續布置（HSS-FTS-RSL3），設計條件為抗震設防烈度為8度，設計地震基本加速度為0.2g，設計地震分組為第一組，建筑場地類別為Ⅱ類，場地特征周期為0.35 s。3個算例結構的立面與平面布置見圖18，構件尺寸見表5。需要說明的是，在HSS-FTS-RSL結構中，耗能梁段的截面高度小于與其相連的裙梁截面高度（見圖1），因此，樓板不與耗能梁段上翼緣直接連接，故耗能梁段無需承擔樓板傳遞的豎向荷載。此外，由于該結構利用耗能梁段的剪切變形進行耗能，額外承擔豎向荷載將不利于其剪切變形的發展。

3.2 整體結構簡化模型

采用HSS-FTS-RSL子結構簡化數值模型的建模方法，在OpenSees中建立HSS-FTS-RSL整體結構的簡化數值模型，其中框筒裙梁、中柱、角柱、內柱、內梁均采用基于力的梁柱纖維單元，耗能梁段采用兩節點連接單元。框筒內柱及角柱為方鋼管截面，纖維截面劃分示意見圖19。

整體模型采用剛性隔板假定，忽略裙梁軸向變形。模型中的質量與豎向荷載分別定義，各層質量通過mass命令集中于各層主節點，作為動力分析時的質量源，豎向荷載則取用“1.0倍恒荷載+0.5倍活荷載”均布于框筒裙梁及內梁上。整體模型中各材料的屈服強度均采用名義值。

4 算例結構抗震性能分析

4.1 地震波選取

根據《建筑抗震設計規范》（GB 50011—2010）[13]的要求，從太平洋地震工程中心（PEER）選擇5條天然地震波，同時用SeismoSiginal軟件根據場地條件等生成2條人工波，用7條地震波進行分析，地震波信息見表5。調幅后的地震波反應譜與抗規中的反應譜對比見圖20。

4.2 模態分析

對算例結構進行模態分析，表6為OpenSees與SAP2000所計算的3個算例結構前9階周期對比，可以看出，采用兩種軟件得到的結果基本吻合，進一步說明OpenSees建模有效性。

4.3 屈服機制

對各算例結構的簡化分析模型進行單向水平地震作用下的非線性動力時程分析，研究各算例結構在8度小震、中震、大震和超大震下的抗震性能。由于OpenSees中無法實現塑性鉸分布結果可視化，因此，根據裙梁及框筒柱單元的端部力判斷塑性鉸是否出現，判斷準則參考《鋼結構設計標準》（GB 50017—2017）[14]，具體見表7。其中，Mce為鉸廣義屈服強度;Mp為構件全塑性抗彎承載力;N/Ne為軸壓比;Mx為構件端部彎矩。耗能梁段塑性鉸根據耗能梁段剪力與對應截面屈服剪力進行判斷。

圖21為3個算例結構在RSN9地震波作用下的構件塑性鉸分布，由于小震下算例結構各構件均處于彈性狀態，因此，僅給出中震、大震和超大震下的結構塑性鉸分布。由圖21可知：中震時，各算例結構的部分耗能梁段達到屈服，其余構件均保持彈性;大震時，HSS-FTS-RSL1除頂層中跨耗能梁段外，其余耗能梁段均進入塑性，個別邊跨裙梁端部出現塑性鉸，HSS-FTS-RSL2耗能梁段同樣進入塑性，且邊部三跨裙梁出現塑性鉸且數量較多，HSS-FTS-RSL3頂部個別耗能梁段還未進入塑性，個別邊跨裙梁端部出現塑性鉸;超大震時，HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL3的中下部樓層裙梁出現較多塑性鉸，但柱端均未出現塑性鉸，而HSS-FTS-RSL2的裙梁出現塑性鉸較其他算例結構更多，且底部樓層中柱柱端出現塑性鉸。由此可見，在水平地震作用下，HSS-FTS-RSL的耗能梁段首先屈服形成塑性鉸，隨著地震作用增強，裙梁進入塑性形成塑性鉸。HSS-FTS-RSL2不僅裙梁出現塑性鉸較多，且底層個別柱端也形成塑性鉸，增加了結構的倒塌風險，HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL3僅在裙梁處進入塑性，因此，HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL3的屈服機制更理想。

4.4 基底剪力與角柱應力

表8給出了各算例結構在不同水準地震作用下的基底剪力。由表8可知：在小震時，3個算例結構的基底剪力標準差約為均值的14%，而在中震、大震、超大震時約為10%，表明隨著地震作用增強，結構進入彈塑性后，基底剪力的離散性會有一定程度減小;HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL2的基底剪力相差不大，說明在耗能梁段數量相同的情況下改變布置方式對結構基底剪力響應沒有明顯影響;HSS-FTS-RSL3的基底剪力與HSS-FTS-RSL1最大相差10%，與HSS-FTS-RSL2最大相差14%，說明當耗能梁段數量增多時，由于塑性內力重分布，降低了結構的基底剪力。

由于HSS-FTS-RSL中梁、柱構件采用Q460鋼以期降低非耗能構件的應力水平，因此，提取結構受力相對較大的底層角柱應力時程曲線予以說明。分別提取底層4個角柱受力最大的4個角部纖維點的應力時程，選擇對應應力峰值最大纖維點的應力時程曲線，見圖22。由圖22可知：大震及超大震時，個別地震波作用下底層角柱的應力峰值趨于460 MPa，但總體保持在345～460 MPa之間。說明在構件截面尺寸相同即不增加結構用鋼量的前提下，由于高強鋼強度高，可以明顯提升構件的屈服承載力，相對于Q345鋼材，可以有效降低構件的應力水平，使非耗能構件在大震作用下處于彈性，降低結構主體的損傷，有利于結構震后修復。

4.5 層間側移角

圖23給出了3個算例結構在不同水準地震作用下層間側移角平均值的對比。由圖23可知：各算例結構的彈性和彈塑性最大層間側移角均能滿足《建筑抗震設計規范》的限值要求;在小震時，結構整體保持彈性，此時改變耗能梁段數量及布置方式對結構層間側移角分布沒有影響;中震時，3個算例結構耗能梁段開始屈服，HSS-FTS-RSL2層間側移角相對較大，其最大層間側移角比HSS-FTS-RSL1和HSS-FTS-RSL3分別高3.3%和4.9%;大震時，HSS-FTS-RSL2層間側移角最大，分別比HSS-FTS-RSL1和HSS-FTS-RSL3的高6.9%和12.7%;超大震時，HSS-FTS-RSL2最大層間側移角比HSS-FTS-RSL1和HSS-FTS-RSL3分別高4.4%和13.8%。因此，當耗能梁段屈服后，結構耗能梁段布置越多，可以有效降低結構的層間側移角，避免結構出現明顯薄弱層，在耗能梁段布置數量一定時，相比于每跨連續布置，采用間隔跨布置可以在一定程度上降低結構層間側移角。

4.6 殘余層間側移角

圖24為各算例結構殘余層間側移角平均值對比，其中殘余層間側移角取地震動輸入結束后經過10 s的自由振動，頂點速度基本衰減為零的層間側移[9]。在中震時，3個算例結構殘余層間側移角沿高度分布相對均勻且基本一致，這是由于中震時僅有部分樓層耗能梁段屈服，且進入塑性程度相對較小，因此，3個算例結構殘余變形差別不大;大震時，由于HSS-FTS-RSL3采用五跨連續布置，耗能梁段個數相對較多且耗能梁段進入塑性程度增加，因此，殘余變形比另外兩算例結構更大，但是各算例結構的最大殘余層間側移角介于0.028%～0.148%;超大震時，由于裙梁端部出現塑性鉸，且HSS-FTS-RSL2中下部樓層個別柱端也出現塑性鉸，更大程度降低了結構整體剛度，導致HSS-FTS-RSL2在超大震時殘余變形最大。因此，增加耗能梁段布置數量會在一定程度上增大結構震后殘余變形。此外，3個算例結構殘余層間側移角均遠小于試驗所得的耗能梁段可更換對應的結構最大殘余層間側移角0.41%，因此，HSS-FTS-RSL結構在大震后可以實現耗能梁段的更換，從而快速恢復結構的使用功能，而超大震時雖然結構部分裙梁及框筒柱出現塑性鉸，但結構并沒有倒塌風險。因此，HSS-FTS-RSL結構能夠達到“小震不壞，中震大震可更換修復，超大震不倒塌”的抗震設防目標。

5 結論

對HSS-FTS-RSL子結構試件進行了低周往復加載試驗，基于試驗結果與OpenSees平臺建立了HSS-FTS-RSL結構的簡化數值模型，在此基礎上建立了具有3種不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS-RSL結構簡化數值分析模型，通過非線性動力時程分析研究了HSS-FTS-RSL結構的抗震性能，比較了耗能梁段數量及布置方式對結構抗震性能的影響，并提出了相關建議。

1）HSS-FTS-RSL子結構試件在低周往復荷載下具有穩定的承載力、剛度及良好的耗能能力，破壞集中于耗能梁段，其余非耗能構件處于彈性狀態，利于震后修復，耗能梁段與裙梁間采用端板螺栓連接，該連接方式傳力可靠，沒有出現螺栓滑移。

2）基于OpenSees建立HSS-FTS-RSL結構的簡化數值分析模型，其中耗能梁段采用兩節點連接單元建立，裙梁、內梁、框筒柱及內柱均采用基于力的纖維梁柱單元建立，該模型具有較高模擬精度，可用于整體結構分析。

3）不同耗能梁段布置方式對結構的抗震性能影響顯著，但結構在地震作用下的變形滿足規范限制要求。當耗能梁段數量增多時，可有效降低結構基底剪力與層間側移角，并且在耗能梁段布置數量相同時，相比于連續布置，采用間隔布置可以在一定程度上降低結構層間側移角。

4）HSS-FTS-RSL結構在大震下的殘余層間側移角均小于由試驗確定的耗能梁段可更換殘余層間側移角0.41%，表明該結構在大震后可以實現耗能梁段的更換，從而快速恢復結構的使用功能，而超大震時雖然部分裙梁及框筒柱出現塑性鉸，但結構并沒有倒塌風險。說明HSS-FTS-RSL結構能夠達到“小震不壞，中震大震可更換，超大震不倒塌”的抗震設防目標。

5）綜合考慮結構的基底剪力、最大層間側移角、殘余層間側移角等抗震性能指標，耗能梁段采用三跨間隔布置及五跨連續布置方式均可，但考慮到耗能梁段布置數量較多會導致震后修復成本增大，建議HSS-FTS-RSL結構的耗能梁段采用三跨間隔布置。

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（編輯 胡玲）