程倩倩，蘇明周,2，連 鳴,2

(1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安 710055；2.西安建筑科技大學結構工程與抗震教育部重點實驗室，陜西，西安 710055)

隨著社會經濟的發(fā)展和抗震理論的不斷完善，社會對結構抗震性能的需求由傳統(tǒng)的抗倒塌設計逐漸向結構震后功能可恢復轉變，震后功能可恢復引起了地震工程界的廣泛關注，實現(xiàn)震后功能可恢復成為地震工程研究的熱點，可更換機制和耗能機制是可恢復功能防震結構的核心機制[1－4]，已有學者將可更換耗能構件應用于偏心支撐結構[5－6]、聯(lián)肢剪力墻結構[7－8]、小跨高的抗彎鋼框架結構[9]以及筒體結構[10－11]并進行了抗震性能研究，研究結果表明可更換耗能構件具有良好的彈塑性變形能力和穩(wěn)定的滯回耗能能力，震后可通過更換耗能構件實現(xiàn)結構功能可恢復。傳統(tǒng)鋼框筒結構(Steel Framed-Tube structure，SFT)具有抗側剛度大、抗扭性能好、結構空間受力以及空間布置靈活等優(yōu)點，多用于高層和超高層結構中[12－13]，按現(xiàn)行《建筑抗震設計規(guī)范》[14]和《鋼結構設計標準》[15]的抗倒塌設計思想設計的鋼框筒結構在大震作用下可以保障人員的生命安全，但是抗側力結構構件可能損傷嚴重，震后修復成本較高。針對傳統(tǒng)鋼框筒結構存在的不足之處，結合剪切型耗能梁段(e≤1.6Mp/Vp)優(yōu)良的耗能能力及震后易于更換的特點[16]、高強度鋼材強度高的優(yōu)勢[17]，提出在SFT的裙梁跨中位置合理設置易于拆卸的可更換剪切型耗能梁段，即帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼組合框筒結構(HSS-SFT)。耗能梁段與裙梁采用高強螺栓端板連接，該連接形式傳力可靠且震后易更換，如圖1所示。跨中位置的耗能梁段采用屈服點較低且變形性能較好的鋼材(LY225、Q235和 Q345等)，其余構件采用高強鋼(Q460和Q690等)，地震作用下耗能梁段作為結構的“保險絲”首先進入塑性耗散地震能量，裙梁和框筒柱等主體結構構件在大震下保持彈性或者部分發(fā)展塑性，不僅可以改善傳統(tǒng)鋼框筒結構的耗能能力及震后修復能力，而且能推廣高強鋼和鋼框筒結構在抗震設防區(qū)域的應用。

目前大部分國家采用基于強度的抗震設計方法(FBSD)，考慮實際結構的延性和超強，合理利用結構的延性耗能能力，允許結構在設防地震作用下進入彈塑性，采用結構影響系數(shù)R對設防地震作用下單自由度體系的彈性反應譜進行折減，按彈性理論計算結構的地震反應，并用位移放大系數(shù)Cd對實際結構在罕遇地震作用下可能產生的彈塑性位移進行估計[18_20]。美國UBC、ATC、FEMA考慮結構耗能和阻尼的影響，給出了不同材料和不同結構形式的結構反應修正系數(shù)R，歐洲EC8按不同延性等級給出各種結構體系的性能系數(shù)q，日本《建筑結構標準法》考慮阻尼和延性的影響，給出第二水準強烈地震下的結構特征系數(shù)Ds，新西蘭荷載標準規(guī)范NZS規(guī)定了結構的延性系數(shù)μ和性能系數(shù)Sp考慮結構的延性和超強。國內外學者通過靜力推覆分析或動力彈塑性分析對偏心支撐結構(EBF)、中心支撐結構(CBF)、屈曲約束支撐框架(BRBF)、抗彎鋼框架(SMF)及鋼板剪力墻結構(SPSW)等多自由度結構體系的結構影響系數(shù)R和位移放大系數(shù)Cd進行了研究[21－27]，研究結果表明結構影響系數(shù)R的取值與結構的延性和耗能能力有關，不同的結構類型宜取不同的結構影響系數(shù)R。文獻[28－29]對帶剪切型耗能梁段的高強鋼組合框筒子結構和整體結構的抗震性能進行了詳細的有限元分析，結果表明 HSS-SFT通過剪切型耗能梁段進入塑性耗能代替 SFT中裙梁端部進入塑性耗能，改變了 SFT的塑性鉸發(fā)展機制，可以有效降低結構的水平地震作用，顯著提高結構的耗能能力和延性能力[28－29]，故結構影響系數(shù)R不同于SFT。我國現(xiàn)行的《建筑抗震設計規(guī)范》隱含的統(tǒng)一R(R為2.8125)不能充分體現(xiàn)不同結構和不同材料在耗散地震能量方面的差異，且現(xiàn)行抗震設計規(guī)范未對HSS-SFT進行相關規(guī)定，其結構影響系數(shù)R也沒有相應的規(guī)定參考，因此其地震作用設計值的取值依據暫不明確。

圖1 高強螺栓端板連接Fig.1 End-plate connected with high strength bolts

針對上述問題，采用SAP2000有限元設計軟件按照我國現(xiàn)行抗震規(guī)范以及現(xiàn)有的高強鋼材料研究成果，考慮不同層數(shù)和不同耗能梁段長度的影響設計了8個HSS-SFT算例結構?？紤]高階振型的影響，采用分步側向力調整法對結構進行Pushover分析得到結構的性能曲線，基于改進的能力譜法分析結構的延性和超強能力，求解結構的結構影響系數(shù)R和罕遇地震作用下的位移放大系數(shù)Cd，為HSS-SFT基于性能的抗震設計提供參考。

1 結構影響系數(shù)

1.1 結構影響系數(shù)的定義

結構影響系數(shù)R[18,30](又稱為地震力折減系數(shù)或地震反應修正系數(shù))是地震作用下結構保持完全彈性所需要的最低強度與相同地震動作用下結構處于非彈性時的設計強度之比，取決于結構體系的耗能能力，R值在基于強度的抗震設計中可用于確定設計地震力，在基于性態(tài)的抗震設計中可用于確定非彈性反應譜。圖2為靜力荷載作用下結構的性能曲線，根據圖2可得結構影響系數(shù)R為結構延性折減系數(shù)Rμ和結構超強系數(shù)R?的乘積，可表示為：

位移放大系數(shù)Cd是地震作用下結構響應所產生的最大彈塑性位移Δmax與設計位移Δd之比，取決于結構體系的變形能力，可用于預測結構整體在地震作用下的變形，罕遇地震作用下結構的位移放大系數(shù)定義為Cd=Δmax/Δd。

圖2 結構的性能曲線Fig.2 General structural response

1.2 分步側向力調整法

結構的性能曲線是求解結構影響系數(shù)的關鍵，本文采用Pushover法對結構進行非線性分析，獲得結構的性能曲線。HSS-SFT多用于高層鋼結構中，隨著結構層數(shù)的增加，高階振型對結構的影響較大，為了考慮高階振型的貢獻，采用分步側向力調整法對結構進行推覆分析，即在結構推覆過程中，對應不同的地震作用水準采用不同的水平側向力分布模式進行加載。分步側向力調整法獲得結構性能曲線的具體實施步驟為：1)按照我國抗震規(guī)范的規(guī)定選取數(shù)量足夠且符合要求的地震波對結構進行動力時程分析，通過時程分析分別得到結構在多遇地震SE、設計地震DE和罕遇地震RE作用下的水平側向力分布模式及相應的頂點位移ΔSE、ΔDE和ΔRE；2)對結構進行振型分解反應譜分析，采用多振型組合方式得到的水平側向力分布模式(SRSS)對結構進行Pushover分析，將結構推至頂點位移達到ΔSE；3)修改側向力分布模式為通過時程分析得到的多遇地震作用下的水平側向力分布模式，在第 2步的基礎上將結構推至頂點位移達到ΔDE； 4)修改側向力分布模式為通過時程分析得到的設計地震作用下的水平側向力分布模式，在第 3步的基礎上將結構推至頂點位移達到ΔRE； 5)修改側向力分布模式為通過時程分析得到的罕遇地震作用下的水平側向力分布模式，在第4步的基礎上將結構推至極限狀態(tài)，定義結構的極限狀態(tài)為結構最大層間側移角達到5%或者結構形成機構[31]，即可得到結構在整個推覆過程中的性能曲線。分步側向力調整法通過調整結構在推覆過程中的水平側向力加載模式，使結構在小震、中震和大震作用下的側向力分布比較符合真實慣性力分布，獲得的結構性能曲線更趨真實[23]。

1.3 改進的能力譜法

采用改進的能力譜法考慮結構多階振型的影響，保證質量參與系數(shù)之和大于 0.9，將結構的性能曲線通過式(2)~式(5)轉化為等效單自由度體系的Sa-Sd形式的能力譜曲線。

式中：γeq為等效振型參與系數(shù)；Meq為等效質量；Sa為等效單自由度體系的譜加速度；Sd為等效單自由度體系的譜位移；N為結構總層數(shù)；Gi為結構第i層的重力荷載代表值；φi,eq為等效振型歸一化后第i層的分量；ΔN為結構的頂點位移；Vb為結構的基底剪力。

將規(guī)范給出的彈性反應譜引入單自由度強度折減系數(shù)Rμ按照式(6)和式(7)建立Sa-Sd形式的彈塑性需求譜。

式中：Sae為彈性反應譜加速度；T為結構自振周期；Rμ為單自由度體系的強度折減系數(shù)；μ為延性折減系數(shù)。Rμ-μ-T關系[32]如下：

式中，T0=0.75μ0.2Tg。通過變化μ值可得到一系列不同延性需求的彈塑性需求譜。

通過能力譜和需求譜即可確定結構在設防地震作用和罕遇地震作用下的目標位移需求Δe和Δmax，從而求解結構影響系數(shù)R、位移放大系數(shù)Cd、延性折減系數(shù)Rμ和結構超強系數(shù)R?。

2 算例設計和有限元模型建立

2.1 算例概況

算例結構為某地區(qū)辦公樓，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2組，建筑場地類別為II類。結構平面尺寸為27 m×27 m，層高均為3.3 m，結構平面及立面布置圖如圖3所示。樓面恒載取6.0 kN/m2(包含樓板自重)，樓面活載取 2.0 kN/m2，屋面恒載取7.0 kN/m2(包含屋面板自重)，上人屋面活載取2.0 kN/m2，雪荷載取 0.3 kN/m2，基本風壓取0.35 kN/m2，地面粗糙類別為C類，結構周期折減系數(shù)取0.95。耗能梁段采用Q235，其余構件采用Q460，鋼材本構采用雙折線模型，切線模量取Et=0.01E，角柱及內柱采用箱形截面，其余構件采用焊接H型鋼。

圖3 結構平面、立面布置圖Fig.3 Structural plan and elevation views

按照我國抗震規(guī)范對鋼框筒結構和偏心支撐結構中剪切型耗能梁段的相關規(guī)定設計了 8個HSS-SFT算例結構?？紤]層數(shù)對結構的影響，分別設計了20層、25層、30層、35層、40層的結構算例，耗能梁段長度為600 mm，算例編號對應為I~V；考慮耗能梁段長度對結構性能的影響，在規(guī)范規(guī)定的剪切型耗能梁段范圍內分別取耗能梁段長度為500 mm、600 mm、700 mm、800 mm，結構層數(shù)為 30 層，算例編號對應為 VI、III、VII、VIII，算例結構的具體截面信息見表1。為了減少由于結構設計引起的偏差，所有算例需要滿足以下要求：多遇地震作用下，所有構件保持彈性工作狀態(tài)，控制各個算例的裙梁及框筒柱應力比相近，滿足規(guī)范規(guī)定的周期比、剛度比、剪重比及剛重比等規(guī)定，最大層間側移均小于規(guī)范限值 1/250；設防地震作用下，僅少數(shù)耗能梁段進入塑性，且塑性狀態(tài)為直接使用狀態(tài)(IO)；罕遇地震作用下，多數(shù)耗能梁段進入塑性，裙梁及框筒柱處于彈性狀態(tài)或者部分進入塑性，且框筒柱塑性狀態(tài)為直接使用狀態(tài)(IO)。保證各算例具有相同的屈服機制和破壞模式。表2為結構的彈性分析結果。

(續(xù)表)

表2 結構彈性分析結果Table 2 Structural elastic analysis

2.2 有限元模型建立

有限元模型各構件采用梁單元，樓板采用殼單元，僅傳遞豎向荷載，不提供剛度貢獻，內框梁兩端采用鉸接，其余構件框架單元間采用剛接。考慮到實際結構中高層民用建筑鋼結構彈性計算時，樓板與鋼梁之間有可靠連接，故內框梁慣性矩修正為1.5Ib，裙梁慣性矩修正為1.2Ib。內框梁兩端采用鉸接，其余構件框架單元間采用剛接。角柱和中柱兩端指定默認的 P-M2-M3相關鉸，裙梁兩端指定默認的M3鉸，耗能梁段的兩端及中間指定圖4所示的剪切鉸[33]，考慮翼緣對抗剪作用的增強，引入超強增大系數(shù)α。剪切鉸參數(shù)與耗能梁段長度比及加勁肋個數(shù)有關，其中，B點對應耗能梁段的剪切屈服承載力，VB=1.1αVP，ΔB=0；C點對應耗能梁段的極限承載力，VC=1.5αVP，ΔC=0.075e；IO、LS 和CP分別對應直接使用、生命安全和防止倒塌狀態(tài)，ΔIO=0.0025e，ΔLS=0.055e，ΔCP=0.07e，各點對應的承載力按照線性插值計算；D點對應耗能梁段殘余強度的大小，VD=0.4αVP，ΔD=0.075e，VE=0.4αVP，ΔE=0.085e。

圖4 非線性剪切鉸屬性Fig.4 Attribute of nonlinear shear link

3 結構影響系數(shù)計算

3.1 求結構性能曲線

采用分步側向力調整法對結構進行Pushover分析，首先需要采用動力時程分析得到結構在小震SE、中震DE和大震RE作用下的水平側向力分布模式及相應的頂點位移ΔSE、ΔDE和ΔRE。按照抗規(guī)對時程分析地震波的要求，依據場地條件從太平洋工程地震中心選出 40條在平臺段和結構自振周期T1附近(0.2T1~1.5T1)地震波平均反應譜與抗震規(guī)范規(guī)定反應譜轉換得到的反應譜之間的差值不超過 20%的地震記錄，對每個算例根據小震基底剪力的要求篩選出 10條天然波進行時程分析，地震波頻譜分析見圖5。將地震波峰值加速度分別調整為多遇地震、設防地震和罕遇地震下對應的峰值加速度，按照抗規(guī)規(guī)定多遇地震和罕遇地震作用下阻尼比取 0.03和0.05，Tong和 Huang[34]對阻尼對結構影響系數(shù)的影響研究表明阻尼對結構反應的影響與結構發(fā)生塑性變形的程度有關，考慮到設防地震作用下結構部分進入塑性，阻尼比取多遇地震和罕遇地震的平均值0.04，非線性分析時考慮P-Δ效應的影響。

圖5 地震波加速度反應譜Fig.5 Acceleration spectra of seismic waves

通過時程分析得到各個算例在 10條地震波作用下的平均水平層側向力分布，圖6給出了所有算例結構在不同地震水準作用下的層側向力分布，將層側向力通過底層層側向力進行歸一化處理，得到不同地震水準作用下結構的側向力分布模式，按照分步側向力調整法對結構進行Pushover分析，獲得結構的性能曲線如圖7所示。從側向力分布圖6中可以看出結構在不同地震作用下由于塑性發(fā)展程度不同，結構的抗側剛度和內力分布也會發(fā)生變化，故本文采用分步側向力調整法對結構進行Pushover分析具有一定的合理性及準確性。

圖6 水平側向力分布Fig.6 Lateral force distributions

圖7 結構性能曲線Fig.7 Capacity curves of models

3.2 確定結構的顯著屈服點

按照圖8所示的等能量法將結構的性能曲線轉化為雙折線，使雙折線與橫坐標圍成的面積和實際性能曲線與橫坐標圍成的面積相同，轉折點對應的點即為結構的顯著屈服點[35]，結構的顯著屈服點可通過式(9)和式(10)得到：

式中：S為結構性能曲線圍成的面積；Ke為結構的初始剛度；Vu和Δu分別為性能曲線極值點對應的基底剪力和頂點位移。顯著屈服點計算結果見表3。

圖8 性能曲線折線化Fig.8 Polygonal line of capacity envelop

表3 結構性能系數(shù)Table 3 Structural performance factors

3.3 確定結構的目標位移

建立結構的能力譜和彈塑性需求譜，將其繪制在同一坐標系中，兩者交點即為結構的性能點。由性能曲線轉化結構的能力譜曲線時，根據抗震規(guī)范要求，所取振型數(shù)的振型質量參與系數(shù)之和不小于0.9，本文所有算例的振型數(shù)統(tǒng)一取4，均可以滿足規(guī)范的要求。通過改進的能力譜法確定結構在中震和大震下的目標位移Δe和Δmax，在求解性能點時，能力譜曲線會與多條彈塑性需求譜相交，確定性能點時需要滿足能力譜曲線上的延性系數(shù)與彈塑性需求譜曲線的延性系數(shù)相等，求解性能點的過程需要通過試算迭代，圖9和圖10給出了所有算例結構在設防地震和罕遇地震作用下的性能點。得到結構在設防地震和罕遇地震作用下的性能點后即可確定結構影響系數(shù)R和位移放大系數(shù)Cd，表3給出了所有算例結構的性能系數(shù)。

圖9 設防地震性能點Fig.9 Performance points during moderate earthquake

圖10 罕遇地震性能點Fig.10 Performance point during rare earthquake

3.4 結構的破壞模式

隨著水平荷載的增大，各算例結構的破壞模式均呈現(xiàn)為耗能梁段首先進入塑性，然后塑性程度逐漸發(fā)展，最后少數(shù)裙梁端部和柱端部進入塑性。圖11為算例結構在罕遇地震作用下性能點時的塑性鉸分布。由圖11可知，罕遇地震作用下，HSS-SFT的塑性鉸主要集中在耗能梁段，僅算例II有少數(shù)裙梁出現(xiàn)塑性鉸，震后可以通過更換損傷嚴重的耗能梁段實現(xiàn)結構功能的恢復，具有良好的經濟效益。表4給出了所有算例結構在罕遇地震作用下性能點時的最大層間側移角，均符合抗規(guī)彈塑性層間側移角限值2%的規(guī)定。證明了本文設計的HSS-SFT算例結構較為合理。

圖11 罕遇地震作用下性能點塑性鉸分布Fig.11 Plastic hinges distributions during rare earthquake

表4 性能點處最大層間側移角Table 4 The maximum inter-story drift at performance point

3.5 與傳統(tǒng)鋼框筒的比較

為了與傳統(tǒng)鋼框筒結構進行對比，建立了傳統(tǒng)鋼框筒結構算例SFT-III，除不設置耗能梁段外其余構件截面均與算例 HSS-SFT-III相同，通過分步側向力調整法獲得SFT-III的結構性能曲線如圖12所示，并通過能力譜法得到SFT-III的結構影響系數(shù)R為2.52、結構超強系數(shù)R?為2.30、位移放大系數(shù)Cd為6.05。由結構性能曲線可得HSS-SFT-III的彈性剛度僅比SFT-III小5.17%，HSS-SFT-III的承載力比SFT-III降低15.61%，變形能力提高27.86%。HSS-SFT-III的結構影響系數(shù)R為SFT-III的1.60倍，位移放大系數(shù)Cd為SFT-III的1.28倍，主要是由于地震作用下剪切型耗能梁段進入塑性耗散大量地震能量，HSS-SFT表現(xiàn)出較強的塑性變形能力，并且裙梁和框筒柱仍保持彈性狀態(tài)，結構具有一定的超強能力。圖13為罕遇地震作用下結構的層間側移角分布，HSS-SFT-III各層的層間側移角均小于SFT-III的相應值。通過對比算例 SFT-III和 HSSSFT-III可得，在裙梁中設置剪切型耗能梁段可以降低結構的地震作用，減小結構在彈塑性狀態(tài)的層間側移，改善傳統(tǒng)鋼框筒結構的耗能能力，提高結構的變形能力，降低結構的設計基底剪力，從而推廣高強鋼和鋼框筒結構在抗震設防地區(qū)的應用。

圖12 算例SFT-III和HSS-SFT-III的性能曲線Fig.12 Capacity curves of SFT-III and HSS-SFT-III

圖13 罕遇地震作用下層間側移角Fig.13 Inter-story drifts during rare earthquakes

4 結果分析

圖14和圖15為樓層總數(shù)和耗能梁段長度對結構影響系數(shù)R和位移放大系數(shù)Cd的影響。隨著樓層總數(shù)的增加，結構影響系數(shù)R呈現(xiàn)出減小的趨勢，結構的總高度增加，初始抗側剛度越低，高階振型的貢獻更大，P-Δ效應的影響也更加顯著，使得結構影響系數(shù)降低。罕遇地震作用下結構位移放大系數(shù)Cd無顯著變化規(guī)律，但變化幅度較小。隨著耗能梁段長度的增加，結構影響系數(shù)R和位移放大系數(shù)Cd呈略微增加的趨勢，耗能梁段越長，結構整體剛度越小，承載能力會略微降低，但是變形能力提高。

由表3的計算結果可得，延性折減系數(shù)Rμ在結構影響系數(shù)R中所占比例較小，超強系數(shù)R?在結構影響系數(shù)R中所占比例較大。所有算例的延性折減系數(shù)Rμ基本保持不變，引起結構影響系數(shù)和位移放大系數(shù)差異的原因主要在于結構超強系數(shù)R?的不同，樓層越高，結構中布置的耗能梁段數(shù)量越多，對結構承載力的削弱越明顯，故結構超強系數(shù)隨樓層總數(shù)的增加而減小。

圖14 樓層總數(shù)對性能系數(shù)的影響Fig.14 Performance factors versus the total story number

圖15 耗能梁段長度對性能系數(shù)的影響Fig.15 Performance factors versus the shear link length

各算例的結構影響系數(shù)R在3.65~4.15變化，結構超強系數(shù)R?在2.59~3.12變化，罕遇地震作用下結構位移放大系數(shù)Cd在 6.92~7.91變化，表明HSS-SFT在彈塑性反應階段，由于內力重分布，呈現(xiàn)出較高的超強能力和延性能力?？紤]到鋼框筒結構一般用于高層和超高層結構中，結構樓層較高，故偏安全地取HSS-SFT的結構影響系數(shù)R為計算最小值3.65，結構超強系數(shù)R?為計算平均值2.92，罕遇地震作用下Cd為計算平均值7.46。

5 結構重設計

結合求得的HSS-SFT的結構影響系數(shù)R，對我國規(guī)范規(guī)定的設計反應譜中的αmax進行修正，得到修正的設計反應譜水平地震影響系數(shù)最大值為：

式中：k為地震系數(shù)；βmax為動力系數(shù)；R為本文建議的結構影響系數(shù)。修正的設計反應譜和規(guī)范規(guī)定的設計反應譜對比如圖16所示，用修正的設計反應譜進行HSS-SFT的設計。為了驗證本文計算所得的結構影響系數(shù)R和基于結構影響系數(shù)的設計方法的適用性，對算例 III進行重新設計，設計條件與算例 III完全相同，修正的設計反應譜對應的重新設計所得結構的截面詳細信息見表5，通過振型分解反應譜法分析所得結構基底剪力為3826 kN，比按照現(xiàn)行規(guī)范設計的結構基底剪力小 30%，小震作用下結構層間側移角為 1/458，結構基本周期為3.734 s。

圖16 修正的設計反應譜與規(guī)范反應譜對比Fig.16 Comparison of revised and specified response spectrum

用與上文算例III相同的10條天然波對重設計算例進行彈塑性時程分析，地震波峰值加速度幅值調整為8度罕遇地震所對應的峰值加速度400gal。圖17為罕遇地震作用下算例III和重設計算例的層間側移角分布，兩個算例結構層間側移分布都比較均勻，平均最大層間側移角分別為1/85和1/73，均滿足規(guī)范限值要求。圖18為算例III和重設計算例在天然波RSN1499作用下的塑性鉸分布，大部分耗能梁段均出現(xiàn)塑性鉸，僅頂部幾層耗能梁段未出現(xiàn)塑性鉸，重設計算例塑性發(fā)展程度相對較低，有利于震后損傷識別及快速修復，結構具備較高的安全儲備。圖19為算例III和重設計算例在罕遇地震作用下的殘余層間側移分布，結構的最大殘余層間側移角均小于 0.5%，可以通過更換耗能梁段快速恢復結構的使用功能[5]。重設計算例的用鋼量相對算例III降低6.2%，具有良好的經濟性。故本文建議的 HSS-SFT的結構影響系數(shù)R可用于結構設計。

表5 重設計算例構件截面信息Table 5 Structural component section dimensions of redesign model

圖17 罕遇地震作用下結構層間側移Fig.17 Inter-story drifts during rare earthquakes

圖18 罕遇地震作用下塑性鉸分布Fig.18 Plastic hinges distributions during rare earthquakes

圖19 罕遇地震作用下結構殘余層間側移Fig.19 Residual inter-story drifts during rare earthquakes

6 結論

本文利用分步側向力調整法，按考慮結構高階振型影響的改進的能力譜法計算得到8個帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼組合框筒結構的結構影響系數(shù)R、延性折減系數(shù)Rμ、超強系數(shù) R?、位移放大系數(shù)Cd，研究了結構總層數(shù)和耗能梁段長度對各性能系數(shù)的影響，得到以下結論：

(1)各算例的結構影響系數(shù)R值在 3.65~4.15變化，位移放大系數(shù)Cd在6.92~7.91變化，表明帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼組合框筒結構(HSS-SFT)在彈塑性反應階段，由于內力重分布，結構呈現(xiàn)出較高的超強能力和延性能力。

(2)隨著結構層數(shù)的增加，結構影響系數(shù)R呈減小的趨勢，位移放大系數(shù)Cd無顯著變化規(guī)律，結構延性折減系數(shù)Rμ基本保持不變，結構超強系數(shù)R?降低，隨著耗能梁段長度的增加，結構影響系數(shù)R和位移放大系數(shù)Cd略微增加，但增加幅度較小。

(3)建議帶可更換剪切型耗能梁段的高強鋼組合框筒結構的結構影響系數(shù)R為3.65，結構超強系數(shù)R?為2.92，罕遇地震作用下位移放大系數(shù)Cd為7.45，結構設計時，設計基底剪力可比現(xiàn)行抗震規(guī)范規(guī)定的小震基底剪力降低30%。

(4)在傳統(tǒng)鋼框筒結構的裙梁中間設置易于更換的剪切型耗能梁段，可以保證結構在罕遇地震作用下呈現(xiàn)理想的破壞模式，有效地改善傳統(tǒng)鋼框筒結構的耗能能力和震后修復能力。