連鳴，周玉浩，韓文凱

(1. 西安建筑科技大學 a. 土木工程學院；b. 結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點實驗室，西安 710055；2.中國建筑設(shè)計研究院，北京 100044)

鋼框筒結(jié)構(gòu)是由外圍密柱深梁、樓板和內(nèi)部少量柱形成的筒體結(jié)構(gòu)，框筒結(jié)構(gòu)具有空間受力性能良好，抗扭及抗側(cè)剛度大等優(yōu)點，但由于鋼框筒結(jié)構(gòu)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(fā)展，不利于結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)的倒塌風險，損傷嚴重時，將導致建筑物的功能中斷，產(chǎn)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(jié)構(gòu)，即地震后不需修復或者稍加修復即可恢復使用功能的結(jié)構(gòu)[1]，主要目的是使結(jié)構(gòu)具備震后快速恢復使用功能的能力，從而減輕由于結(jié)構(gòu)震后功能中斷帶來的影響。有部分學者建議在結(jié)構(gòu)中設(shè)置可更換耗能構(gòu)件，以提高結(jié)構(gòu)的震后可恢復能力。其中，F(xiàn)ortney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(jié)構(gòu)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(shù)，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(wěn)定的滯回能力與彈塑性變形能力，從而更好地作為結(jié)構(gòu)中的耗能構(gòu)件進行耗能。

針對傳統(tǒng)鋼框筒結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)(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(gòu)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(tài)進行耗能，而其余非耗能構(gòu)件由于采用高強鋼，仍保持彈性或部分發(fā)展塑性，震后僅需更換損傷的耗能梁段即可快速恢復結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)進行循環(huán)加載試驗，而后基于試驗結(jié)果利用OpenSees建立其簡化數(shù)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(jié)構(gòu)簡化數(shù)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(jié)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(jié)構(gòu)為一個30層的HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)，原型結(jié)構(gòu)概況詳見文獻[8]。選取其腹板框架第13層梁柱子結(jié)構(gòu)作為試驗原型結(jié)構(gòu)，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?？紤]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(jù)式(1)、式(2)設(shè)計耗能梁段，保證設(shè)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(fā)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(gòu)件截面尺寸見表1。

圖1 子結(jié)構(gòu)示意圖Fig.1 Schematic of sub-structure

表1 試件各構(gòu)件截面尺寸Table 1 Sections of members in specimen

e≤1.6Mp/Vp

(1)

Vp=0.58hwtwfyL

(2)

(3)

Vpb≥ΩVp

(4)

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(shù)。

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(jù)《鋼結(jié)構(gòu)高強度螺栓連接技術(shù)規(guī)程》[9]對端板螺栓連接的規(guī)定對連接處螺栓和端板厚度進行設(shè)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(shè)置蓋板，以增強梁柱節(jié)點的轉(zhuǎn)動能力及連接強度，試件幾何尺寸與構(gòu)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(shù)據(jù)見表2。

圖2 試件幾何尺寸和構(gòu)造Fig.2 Geometrical dimensions and details of the specimen

表2 材性試樣力學性能指標Table 2 Mechanical properties of steel

1.2 試驗裝置與加載方案

試驗裝置如圖3所示?？蛲仓舷裸q接約束，設(shè)置柱及裙梁側(cè)向支撐防止試件平面外失穩(wěn)，側(cè)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(cè)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(shè)置抗剪滑移鍵防止地梁發(fā)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(wěn)定后，再通過作動器施加水平側(cè)向力P。

圖3 試驗裝置Fig.3 Test setup

水平往復荷載采用位移控制加載，加載制度如圖4所示，規(guī)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(jié)構(gòu)算例在大震作用下最大層間側(cè)移角為1/80[8]，因此，需保證第I階段加載至子結(jié)構(gòu)層間側(cè)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(jié)構(gòu)試件屈服前采用3 mm的位移增量進行加載，每級循環(huán)1次，屈服后以0.5Δy′增量進行加載，每級循環(huán)3次，加載至2.5Δy′(層間側(cè)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(huán)1次，屈服后以Δy′的倍數(shù)進行加載，每級循環(huán)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(jié)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。

圖4 加載制度Fig.4 Loading protocol

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(jié)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(qū)格內(nèi)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(jié)點區(qū)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。

圖5 位移及應變量測示意圖Fig.5 Displacement transducers and strain gauges distributions

1.4 試驗結(jié)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(chǎn)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(huán)加載完成后，腹板區(qū)格周邊氧化皮明顯脫落，連接區(qū)域及其構(gòu)件均保持彈性狀態(tài)且無明顯變形。階段I加載結(jié)束后進行耗能梁段更換，拆除耗能梁段后連接處未發(fā)現(xiàn)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(xiàn)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(qū)格斷裂破壞，翼緣發(fā)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(xù)承載，試驗結(jié)束，試件整體破壞形態(tài)見圖6(d)。

圖6 階段Ⅱ現(xiàn)象Fig.6 Test phenomenon in stageⅡ

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(huán)包圍面積隨著加載位移的增大而逐漸增大，并且呈穩(wěn)定、飽滿的梭形，說明試件具有穩(wěn)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(tài)，達到了通過更換耗能梁段即可使結(jié)構(gòu)快速恢復功能的目的。

圖7 荷載-位移曲線Fig.7 Load-displacement curves

1.5 耗能梁段變形

圖8為耗能梁段的剪力-塑性轉(zhuǎn)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(jù)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(zhuǎn)角γp通過式(5)～式(7)計算得到。

V=F×(H/L)

(5)

(6)

(7)

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。

圖8 耗能梁段滯回曲線Fig.8 Hysteretic curve of shear and rotation of the link

耗能梁段的V-γp滯回曲線飽滿，耗能梁段屈服后表現(xiàn)出了明顯的超強現(xiàn)象，試件的耗能梁段塑性轉(zhuǎn)角遠大于規(guī)范ANSI/AISC 341-16中規(guī)定的塑性轉(zhuǎn)角限值0.08 rad，說明設(shè)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(jié)束后，將水平荷載卸載為零，記錄此時殘余層間側(cè)移角，為了得到耗能梁段可以更換的最大殘余層間側(cè)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(cè)移角θre，最終得到θre為0.41%。圖9為更換耗能梁段時的現(xiàn)場照片。

圖9 更換耗能梁段Fig.9 Replacing shear link

1.7 應變分析

通過布置在子結(jié)構(gòu)試件各個位置的電阻應變計采集的數(shù)據(jù)，可以分析得到結(jié)構(gòu)各個部位的內(nèi)力變化，應變發(fā)展以及彈塑性發(fā)展狀態(tài)。子結(jié)構(gòu)框筒柱腹板和翼緣、裙梁腹板和翼緣、梁柱節(jié)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(tài)。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(guī)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(fā)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(xiàn)耗能，由于加載級達到3Δy′之后腹板塑性發(fā)展嚴重，表面應變花已經(jīng)開始脫落，故僅給出3Δy′之前的應變數(shù)據(jù)。

圖10 耗能梁段應變發(fā)展Fig.10 Strain development of the link

2 簡化數(shù)值模型的建立

2.1 耗能梁段數(shù)值模型

通過OpenSees中兩節(jié)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(gòu)參數(shù)轉(zhuǎn)化為彈簧的恢復力控制參數(shù)。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(nèi)的力學行為，忽略腹板平面外及扭轉(zhuǎn)變形的影響。如圖11所示，分別通過平面內(nèi)的軸向彈簧、彎曲彈簧和剪切彈簧表示。

圖11 兩節(jié)點連接單元示意圖Fig.11 Two node link elements

參考文獻[10]對混合聯(lián)肢剪力墻中消能連梁的研究，結(jié)構(gòu)中耗能梁段設(shè)計為剪切屈服型，剪切方向發(fā)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(jié)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(shù)通過單軸拉壓循環(huán)材性試驗結(jié)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(jié)果。彈性材料的本構(gòu)參數(shù)與彈簧恢復力控制參數(shù)對應關(guān)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。

表3 軸向及彎曲彈簧控制參數(shù)Table 3 Properties of axial and flexible springs

其中，Vy與Ks分別按式(8)、式(9)計算。

Vy=0.58fy,wAw

(8)

Ks=(GAw)/e

(9)

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(jié)構(gòu)耗能梁段的實測值。

為得到Steel02中各項參數(shù)，需通過循環(huán)本構(gòu)試驗進行參數(shù)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(huán)本構(gòu)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(huán)加載?；谠囼灁?shù)據(jù)，Steel02參數(shù)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(huán)加載試驗，曲線對比見圖14，由圖14可知，通過表4中的參數(shù)可較準確模擬材性試樣在循環(huán)加載作用下的滯回行為。

圖12 循環(huán)加載試驗裝置Fig.12 Setup for cyclic loading test

圖13 循環(huán)加載制度Fig.13 Cyclic loading histories

表4 Steel02參數(shù)標定Table 4 Calibration of Steel02 parameters

圖14 循環(huán)加載試驗與模擬滯回曲線Fig.14 Comparison of test results and numerical results

2.2 裙梁及框筒柱數(shù)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(gòu)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(gòu)件不需要單元劃分，單元內(nèi)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。

圖15 H型截面纖維劃分示意Fig.15 Meshing details of H shape section

2.3 子結(jié)構(gòu)簡化數(shù)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(shù)值模型，按試驗的加載方式對簡化數(shù)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(zhuǎn)換命令考慮其P-Δ效應，加載時參考上述試驗加載制度。

圖16 簡化模型示意圖Fig.16 Schematic of simplified numerical model

圖17對比了子結(jié)構(gòu)試驗與OpenSees模擬的滯回曲線和骨架曲線。由圖17可知，數(shù)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(shù)值模型能較好模擬子結(jié)構(gòu)試驗試件的滯回行為，且具有較高的精度。

圖17 試驗與模擬滯回曲線及骨架曲線Fig.17 Hysteretic curve and skeleton curve of test and simulation

3 結(jié)構(gòu)算例與整體結(jié)構(gòu)簡化數(shù)值模型

3.1 算例結(jié)構(gòu)

在文獻[8]中30層HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)的基礎(chǔ)上，設(shè)計了3個具有不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)，分別為三跨間隔布置(HSS-FTS-RSL1)、三跨連續(xù)布置(HSS-FTS-RSL2)以及五跨連續(xù)布置(HSS-FTS-RSL3)，設(shè)計條件為抗震設(shè)防烈度為8度，設(shè)計地震基本加速度為0.2g，設(shè)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(jié)構(gòu)的立面與平面布置見圖18，構(gòu)件尺寸見表5。需要說明的是，在HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(fā)展。

圖18 算例結(jié)構(gòu)立面與平面布置(mm)Fig.18 Plan and elevation of structuresss (mm)

表5 算例構(gòu)件截面尺寸Table 5 Sections of structural members

3.2 整體結(jié)構(gòu)簡化模型

采用HSS-FTS-RSL子結(jié)構(gòu)簡化數(shù)值模型的建模方法，在OpenSees中建立HSS-FTS-RSL整體結(jié)構(gòu)的簡化數(shù)值模型，其中框筒裙梁、中柱、角柱、內(nèi)柱、內(nèi)梁均采用基于力的梁柱纖維單元，耗能梁段采用兩節(jié)點連接單元?？蛲矁?nèi)柱及角柱為方鋼管截面，纖維截面劃分示意見圖19。

圖19 箱型截面纖維劃分示意Fig.19 Meshing details of box section

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(zhì)量與豎向荷載分別定義，各層質(zhì)量通過mass命令集中于各層主節(jié)點，作為動力分析時的質(zhì)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(nèi)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(jié)構(gòu)抗震性能分析

4.1 地震波選取

根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)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(jù)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(diào)幅后的地震波反應譜與抗規(guī)中的反應譜對比見圖20。

圖20 調(diào)幅后反應譜與規(guī)范反應譜對比Fig.20 Design spectra and scaled earthquake spectra

表5 時程分析地震動信息Table 5 Details of ground motions

4.2 模態(tài)分析

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

表6 OpenSees與SAP2000前9階周期對比Table 6 Comparison of model analysis

4.3 屈服機制

對各算例結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(xiàn)塑性鉸分布結(jié)果可視化，因此，根據(jù)裙梁及框筒柱單元的端部力判斷塑性鉸是否出現(xiàn)，判斷準則參考《鋼結(jié)構(gòu)設(shè)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(gòu)件全塑性抗彎承載力；N/Ne為軸壓比；Mx為構(gòu)件端部彎矩。耗能梁段塑性鉸根據(jù)耗能梁段剪力與對應截面屈服剪力進行判斷。

表7 塑性鉸計算公式Table 7 Plastic hinges estimation

圖21為3個算例結(jié)構(gòu)在RSN9地震波作用下的構(gòu)件塑性鉸分布，由于小震下算例結(jié)構(gòu)各構(gòu)件均處于彈性狀態(tài)，因此，僅給出中震、大震和超大震下的結(jié)構(gòu)塑性鉸分布。由圖21可知：中震時，各算例結(jié)構(gòu)的部分耗能梁段達到屈服，其余構(gòu)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(xiàn)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(xiàn)塑性鉸且數(shù)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(xiàn)塑性鉸；超大震時，HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL3的中下部樓層裙梁出現(xiàn)較多塑性鉸，但柱端均未出現(xiàn)塑性鉸，而HSS-FTS-RSL2的裙梁出現(xiàn)塑性鉸較其他算例結(jié)構(gòu)更多，且底部樓層中柱柱端出現(xiàn)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(xiàn)塑性鉸較多，且底層個別柱端也形成塑性鉸，增加了結(jié)構(gòu)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。

圖21 塑性鉸分布(地震波RSN9)Fig.21 Plastic hinge distributions (RSN9)

4.4 基底剪力與角柱應力

表8給出了各算例結(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)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(jié)構(gòu)進入彈塑性后，基底剪力的離散性會有一定程度減??；HSS-FTS-RSL1與HSS-FTS-RSL2的基底剪力相差不大，說明在耗能梁段數(shù)量相同的情況下改變布置方式對結(jié)構(gòu)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(shù)量增多時，由于塑性內(nèi)力重分布，降低了結(jié)構(gòu)的基底剪力。

表8 算例結(jié)構(gòu)基底剪力Table 8 Base shear force of structures

由于HSS-FTS-RSL中梁、柱構(gòu)件采用Q460鋼以期降低非耗能構(gòu)件的應力水平，因此，提取結(jié)構(gòu)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，

圖22 算例結(jié)構(gòu)角柱纖維點應力時程Fig.22 Stress curves of corner columns

但總體保持在345～460 MPa之間。說明在構(gòu)件截面尺寸相同即不增加結(jié)構(gòu)用鋼量的前提下，由于高強鋼強度高，可以明顯提升構(gòu)件的屈服承載力，相對于Q345鋼材，可以有效降低構(gòu)件的應力水平，使非耗能構(gòu)件在大震作用下處于彈性，降低結(jié)構(gòu)主體的損傷，有利于結(jié)構(gòu)震后修復。

4.5 層間側(cè)移角

圖23給出了3個算例結(jié)構(gòu)在不同水準地震作用下層間側(cè)移角平均值的對比。由圖23可知：各算例結(jié)構(gòu)的彈性和彈塑性最大層間側(cè)移角均能滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》的限值要求；在小震時，結(jié)構(gòu)整體保持彈性，此時改變耗能梁段數(shù)量及布置方式對結(jié)構(gòu)層間側(cè)移角分布沒有影響；中震時，3個算例結(jié)構(gòu)耗能梁段開始屈服，HSS-FTS-RSL2層間側(cè)移角相對較大，其最大層間側(cè)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(cè)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(cè)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(jié)構(gòu)耗能梁段布置越多，可以有效降低結(jié)構(gòu)的層間側(cè)移角，避免結(jié)構(gòu)出現(xiàn)明顯薄弱層，在耗能梁段布置數(shù)量一定時，相比于每跨連續(xù)布置，采用間隔跨布置可以在一定程度上降低結(jié)構(gòu)層間側(cè)移角。

圖23 算例結(jié)構(gòu)層間側(cè)移角對比Fig.23 Interstory drifts of structures

4.6 殘余層間側(cè)移角

圖24為各算例結(jié)構(gòu)殘余層間側(cè)移角平均值對比，其中殘余層間側(cè)移角取地震動輸入結(jié)束后經(jīng)過10 s的自由振動，頂點速度基本衰減為零的層間側(cè)移[9]。在中震時，3個算例結(jié)構(gòu)殘余層間側(cè)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(jié)構(gòu)殘余變形差別不大；大震時，由于HSS-FTS-RSL3采用五跨連續(xù)布置，耗能梁段個數(shù)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(jié)構(gòu)更大，但是各算例結(jié)構(gòu)的最大殘余層間側(cè)移角介于0.028%～0.148%；超大震時，由于裙梁端部出現(xiàn)塑性鉸，且HSS-FTS-RSL2中下部樓層個別柱端也出現(xiàn)塑性鉸，更大程度降低了結(jié)構(gòu)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(shù)量會在一定程度上增大結(jié)構(gòu)震后殘余變形。此外，3個算例結(jié)構(gòu)殘余層間側(cè)移角均遠小于試驗所得的耗能梁段可更換對應的結(jié)構(gòu)最大殘余層間側(cè)移角0.41%，因此，HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)在大震后可以實現(xiàn)耗能梁段的更換，從而快速恢復結(jié)構(gòu)的使用功能，而超大震時雖然結(jié)構(gòu)部分裙梁及框筒柱出現(xiàn)塑性鉸，但結(jié)構(gòu)并沒有倒塌風險。因此，HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)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(shè)防目標。

圖24 各算例殘余層間側(cè)移角對比Fig.24 Comparison of residual story drift of structures

5 結(jié)論

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

1)HSS-FTS-RSL子結(jié)構(gòu)試件在低周往復荷載下具有穩(wěn)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(gòu)件處于彈性狀態(tài)，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(xiàn)螺栓滑移。

2)基于OpenSees建立HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)的簡化數(shù)值分析模型，其中耗能梁段采用兩節(jié)點連接單元建立，裙梁、內(nèi)梁、框筒柱及內(nèi)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(jié)構(gòu)分析。

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

4)HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)在大震下的殘余層間側(cè)移角均小于由試驗確定的耗能梁段可更換殘余層間側(cè)移角0.41%，表明該結(jié)構(gòu)在大震后可以實現(xiàn)耗能梁段的更換，從而快速恢復結(jié)構(gòu)的使用功能，而超大震時雖然部分裙梁及框筒柱出現(xiàn)塑性鉸，但結(jié)構(gòu)并沒有倒塌風險。說明HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)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(shè)防目標。

5)綜合考慮結(jié)構(gòu)的基底剪力、最大層間側(cè)移角、殘余層間側(cè)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(xù)布置方式均可，但考慮到耗能梁段布置數(shù)量較多會導致震后修復成本增大，建議HSS-FTS-RSL結(jié)構(gòu)的耗能梁段采用三跨間隔布置。