高层建筑大量采用框架-核心筒或框架-剪力墙结构体系,连梁是主要耗能构件。小跨高比钢筋混凝土(RC)连梁易发生剪切破坏,变形能力和耗能能力有限,且一旦发生震损,修复很困难。为解决这一问题,国内外学者近年来提出了多种形式的可更换连梁或消能连梁,以改善连梁的抗震性能和震后可修复能力,从而提升高层建筑的抗震韧性。

　　 Fortney等 ^[1]于2007年提出了可更换钢连梁的概念。如图1所示,可更换钢连梁由跨中的工字钢消能梁段和两端的非消能梁段组成,消能梁段和非消能梁段之间采用可拆卸式连接,便于震后更换。纪晓东等 ^[2,3,4,5,6]进一步发展了可更换钢连梁,建议采用低屈服钢腹板的混合截面消能梁段,提出了消能梁段-非消能梁段的连接形式以及低损伤RC楼板形式,并建立了可更换钢连梁的抗震设计方法。研究者们也提出在连梁中设置其他类型的阻尼器,如摩擦阻尼器 ^[7]、黏弹性阻尼器 ^[8]、形状记忆合金阻尼器 ^[9]、灌铅钢管阻尼器 ^[10]等。

　　 尽管各类消能连梁都有消能减震能力和震后可修复性,但从工程应用角度,采用工字钢消能梁段的可更换连梁比其他类型消能连梁更有优势。主要原因为:1)工字钢消能梁段加工制作方便,经济性好;2)工字钢消能梁段设计参数的可控性优于其他阻尼器,如:摩擦阻尼器中面压和摩擦系数的准确控制较难,黏弹性阻尼器的黏性系数和刚度系数受温度影响大;3)工字钢消能梁段耐久性和长期性能也较其他阻尼器好,如:摩擦阻尼器长期放置后存在起滑困难问题,黏弹性阻尼材料为高分子材料,耐久性较金属差。因此,工程实践中应用最多的也是带工字钢消能梁段的可更换连梁。目前,可更换钢连梁已应用于北京中国尊、天津高银117等超高层建筑,也应用于我国高烈度区的一些高层建筑中。

　　 基于能力设计法原理和损伤控制思想,可更换钢连梁的抗震设计应遵循以下原则。1)控制屈服部位:通过合理设计消能梁段和非消能梁段的承载力之比,使地震作用下连梁的塑性变形和损伤集中于消能梁段。2)控制消能梁段的屈服模式,保证塑性变形能力:消能梁段应设计为剪切屈服型(通过控制长度比实现),并采用合理构造措施,保证消能梁段屈服后的塑性变形能力和耗能能力。3)震后可更换:通过合理构造和设计,保证消能梁段-非消能梁段连接既能有效传力又可拆卸,方便震后更换受损的消能梁段。4)控制周边构件和节点损伤:通过采用合理形式、承载力设计及构造措施,控制连梁上部楼板、梁-墙节点损伤,便于震后快速恢复。基于上述原则,本文介绍可更换钢连梁的具体抗震设计方法和构造措施,为工程设计提供参考。

　　 消能梁段是可更换钢连梁的耗能部件,其承载力设计和构造要求与偏心支撑框架消能梁段类似,但由于其跨高比往往更小,性能有特别之处。

　　 消能梁段的屈服模式与长度比e/(M_lp/V_lp)有关 ^[11],其中e为消能梁段长度,M_lp和V_lp分别为消能梁段塑性受弯承载力和塑性受剪承载力。当长度比e/(M_lp/V_lp)≤1.6时,消能梁段屈服为腹板剪切型屈服;当长度比e/(M_lp/V_lp)≥2.6时,消能梁段屈服为端部截面弯曲型屈服;当1.6<e/(M_lp/V_lp)<2.6时,消能梁段屈服为弯剪耦合型屈服。

　　 图2所示为消能梁段塑性变形能力与长度比的关系,并给出了不同屈服模式的消能梁段滞回曲线。对于长度比e/(M_lp/V_lp)≤1.6的短梁段,当合理设置竖向加劲肋时,腹板剪切屈服后塑性变形可沿梁段长度充分发展,直至最后焊缝断裂,梁段的塑性转角可达0.08rad以上,滞回性能稳定,具有很强的耗能能力。对于长度比e/(M_lp/V_lp)≥2.6的长梁段,端部截面受弯屈服后,端部翼缘受压局部屈曲,梁段塑性转角仅0.02rad。对于1.6<e/(M_lp/V_lp)<2.6的中等长度梁段,梁段端部发生弯剪耦合屈服,最终端部翼缘受压屈曲、腹板受剪屈曲,塑性转角介于0.02～0.08rad之间。由于腹板剪切屈服型梁段的塑性变形能力和耗能能力更优,可更换钢连梁应采用长度比e/(M_lp/V_lp)≤1.6的短消能梁段。实际工程中,由于连梁的跨度较小,且跨中消能梁段长度一般取连梁跨度的1/3左右,因此常出现长度比e/(M_lp/V_lp)≤1.0的极短型消能梁段,试验研究表明,此种极短型消能梁段的塑性转角最大可达0.19rad,平均值为0.14rad,滞回性能稳定,耗能能力很强。

　　 消能梁段的塑性受剪承载力V_lp按式(1)计算:

　　 $V{}_{l\text{p}}=0.6f{}_{\text{y}}A{}_{\text{w}}(1)$

　　 式中:f_y为消能梁段腹板钢材的屈服强度;A_w为消能梁段腹板截面面积。

　　 在往复剪切塑性变形时,由于腹板钢材的应力强化以及翼缘对抗剪的贡献,消能梁段的极限受剪承载力V_max远高于其屈服剪力V_n ^[4]。V_n=min(V_lp, 2M_lp/e),为消能梁段首先达到剪切屈服或弯曲屈服时对应的剪力值。超强系数Ω=V_max/V_n表征消能梁段极限受剪承载力与屈服剪力之比,是一个重要的设计参数。按能力设计法,应保证非消能梁段和连接的承载力大于ΩV_n。

　　 美国规范AISC 341-10 ^[11]建议消能梁段超强系数为1.5。图3统计了国内外学者试验得到的不同长度比消能梁段的超强系数Ω,统计的消能梁段腹板均采用普通钢材或低屈服点LY225钢材。可以看出,消能梁段超强系数Ω与长度比有关,对于长度比大于1.0的消能梁段,美国规范AISC 341-10 ^[11]的建议值1.5是合理的;但长度比小于1.0的消能梁段,其超强系数Ω可达1.7～2.1(图3中圈起部分)。因此,若消能梁段长度比大于1.0,建议超强系数Ω取1.5;若长度比小于1.0,建议Ω取1.9。此外,研究还表明,腹板采用低屈服点钢材LY100的消能梁段,超强系数Ω可达4.0 ^[13],过高的超强系数会导致周围构件和连接设计困难或不经济,因此不建议消能梁段采用LY100钢材。

　　 消能梁段可能出现两种破坏:一是腹板屈曲破坏(图4(a)),二是腹板焊缝断裂(图4(b))。为保证塑性变形能力,消能梁段应符合下列抗震要求。

　　 (1)腹板钢材屈服强度不应大于345MPa,宜采用LY225低屈服钢或Q235钢;同时可以适当提高翼缘的钢材强度等级以增强截面抗弯能力,保证“强弯弱剪”,实现腹板剪切型屈服模式。试验研究表明,由较高强度钢材翼缘和较低强度钢材腹板组成的混合截面消能梁段具有优异的塑性变形能力和耗能能力。

　　 (2)为限制局部屈曲,消能梁段的翼缘外伸部分宽厚比应不超过8$\sqrt{235/f{}_{\text{y}\text{f}}}$,其中f_yf为翼缘钢材屈服强度。腹板宽厚比h/t_w的限值与消能梁段的轴压比N/Af有关 ^[15],按式(2)计算。

　　 N/Af≤0.14时,有:

　　 $h/t{}_{\text{w}}\le 90\times (1-1.65{\rm N}/Af)\sqrt{235/f{}_{\text{y}\text{w}}}(2\text{a})$

　　 N/Af>0.14时,有:

　　 $h/t{}_{\text{w}}\le 33\times (2.3-{\rm N}/Af)\sqrt{235/f{}_{\text{y}\text{w}}}(2\text{b})$

　　 建筑结构抗震计算时常采用刚性楼盖假定,连梁计算轴力值为零;而实际情况是,消能梁段剪切屈服后会发生轴向伸长,受到两侧墙肢和上部楼板的约束后会引起轴向压力。纪晓东等 ^[5]所完成的试验表明,可更换钢连梁消能梁段的实测轴压比可达0.5,因此建议其腹板高厚比不大于$60\sqrt{235/f{}_{\text{y}\text{w}}}$。

　　 (3)为避免消能梁段腹板过早剪切屈曲,并保证其屈曲后性能,消能梁段应设置竖向加劲肋。加劲肋与腹板等高,一侧宽度不应小于b_f/2-t_w,厚度不宜小于腹板厚度t_w或10mm,其中b_f为翼缘宽度。剪切屈服型消能梁段的竖向加劲肋间距不大于30t_w-h/5,其中h为梁段的截面高度。消能梁段截面高度不大于640mm时,可设置单侧加劲肋;消能梁段截面高度大于640mm时,应在腹板两侧均设置加劲肋。

　　 (4)消能梁段翼缘、腹板和端板之间应采用坡口全熔透对接焊缝连接。加劲肋与腹板、加劲肋与翼缘之间可采用角焊缝连接。

　　 (5)加劲肋-腹板焊缝与翼缘-腹板焊缝交界处焊接残余应力大,且受力时局部应变集中,为避免该位置开裂,加劲肋与腹板和翼缘相交处应设切角,加劲肋与腹板的角焊缝端部到翼缘内表面的距离不应小于5倍腹板厚度 ^[14]。

　　 (6)消能梁段腹板不得贴焊加强板或开洞,以免削弱消能梁段腹板的剪切塑性变形能力。

　　 为保证地震作用下可更换钢连梁的塑性变形集中于消能梁段,非消能梁段应不屈服,非消能梁段的承载力应大于相应于消能梁段达到极限承载力时的剪力和弯矩需求,满足式(3):

　　 $\begin{array}{l}V{}_{\text{b}\text{p}}\ge \Omega V{}_{l\text{p}}(3\text{a})\\ {\rm M}{}_{\text{b}\text{p}}\ge 0.5l{}_{\text{n}}\Omega V{}_{l\text{p}}(3\text{b})\end{array}$

　　 式中:V_bp为非消能梁段的塑性受剪承载力;M_bp为非消能梁段的塑性受弯承载力;l_n为钢连梁净跨。

　　 非消能梁段的板件宽厚比限值可同消能梁段,其翼缘、腹板和端板之间应采用坡口全熔透对接焊缝连接。由于非消能梁段设计为不屈服,可不设竖向加劲肋。

　　 消能梁段与非消能梁段之间建议采用端板-抗剪键连接或拼接板连接,构造如图5所示。文献[5]试验研究表明,这两种连接形式均能有效传力,又可方便拆卸以更换消能梁段。

　　 采用端板-抗剪键连接时,消能梁段和非消能梁段端部均设置端板,分别在消能梁段和非消能梁段的端板上设置抗剪键和键槽。施工时先将抗剪键与键槽楔合,再安装高强螺栓。连接的剪力由抗剪键承担,弯矩由端板和高强螺栓承担,这种“弯剪分离”的设计相对于全螺栓连接可大幅减少高强螺栓的数目。此外,应在非消能梁段上局部设置水平加劲肋,用来传递消能梁段翼缘的拉力和压力,水平加劲肋的厚度应不小于消能梁段翼缘厚度。

　　 图6为端板-抗剪键连接承载力计算简图。抗剪键承担连接处全部剪力,应验算抗剪键的局部承压和抗剪承载力,并验算键槽的抗冲切强度。端板和高强螺栓承担全部弯矩,应验算螺栓受拉强度。此外,还应验算消能梁段端板的厚度,防止端板在螺栓拉力作用下产生过大的面外弯曲变形,进行端板厚度验算时可考虑螺栓的撬力作用,具体参考《钢结构高强螺栓连接设计规程》(JGJ 82—2011) ^[16]的规定。

　　 采用拼接板连接时,非消能梁段设置水平加劲肋,水平加劲肋的位置与消能梁段翼缘高度对应,厚度与消能梁段翼缘厚度相同。通过拼接板和高强螺栓将消能梁段的腹板与非消能梁段的腹板连接,将消能梁段的翼缘与非消能梁段的水平加劲肋连接。

　　 图7为拼接板连接承载力计算简图。上下翼缘拼接板及相应高强螺栓承受连接处弯矩,需验算翼缘拼接板的抗拉承载力和螺栓群的抗剪承载力。腹板拼接板及相应高强螺栓承受连接处全部剪力,需验算腹板拼接板抗剪承载力和腹板螺栓群的偏心抗剪承载力 ^[5]。

　　 图8,9为2个可更换钢连梁试验照片及其剪力-转角滞回曲线,2个试件分别采用端板-抗剪键连接和拼接板连接。可更换钢连梁的塑性转角均达到0.06rad;而试验数据统计表明,普通配筋的小剪跨比RC连梁的极限转角约为0.024rad ^[17],可见,可更换钢连梁试件的变形能力显著大于RC连梁。采用端板-抗剪键连接时,连接处螺栓无滑移,塑性变形集中在消能梁段。采用拼接板连接时,剪力较大时连接处螺栓发生了滑移,消能梁段的滞回耗能占连梁总耗能的80%以上,其余为螺栓滑移摩擦耗能。

　　 试验 ^[5]还表明,2种连接方式均具有良好的可更换性,在连梁残余转角0.004 5rad时能方便更换,采用端板-抗剪键连接时,2个工人更换消能梁段仅耗时0.4h;采用拼接板连接时,2个工人更换消能梁段耗时2.6h。

　　 强震作用下可更换钢连梁发生较大剪切塑性变形,可能导致上部楼板严重破坏。试验研究 ^[6]表明,若在可更换钢连梁的非消能梁段与RC楼板之间设置栓钉,钢连梁转角0.005rad时,楼板下方开始出现裂缝,栓钉开始拔出;连梁转角0.04rad时,栓钉拔出导致RC楼板发生冲切破坏,楼板下方混凝土沿底部纵筋剥离,钢筋严重屈曲,如图10所示。由于可更换钢连梁的屈服模式为消能梁段剪切屈服,RC楼板组合作用对于钢连梁抗剪承载力影响不大,设置栓钉反而会导致楼板过早破坏,考虑震后可修复性,不建议在RC楼板与钢连梁之间设抗剪连接件。

　　 为减轻RC楼板在地震中的损伤,建议采用无连接楼板或上浮楼板 ^[6],如图11所示。无连接楼板是将RC楼板置于钢连梁之上,但不设抗剪连接件。上浮楼板是将楼板与钢连梁间脱开距离不小于0.03(l_n-e),其中l_n为连梁净跨,e为消能梁段长度,保证连梁转角0.06rad时,钢连梁与楼板不挤压接触。

　　 试验研究 ^[6]表明,连梁在往复荷载作用下发生剪切变形时,RC楼板发生面外弯曲变形,楼板主要为弯曲裂缝,损伤轻微,可以修复。上浮楼板在连梁转角0.05rad时,仅楼板端部出现很少且宽度较小的横向裂缝;无连接楼板顶面出现裂缝的范围比上浮楼板大一些,与非消能梁段接触部位的混凝土出现轻微受压剥落。此外,试验研究 ^[6]还表明,RC楼板对钢连梁的抗剪承载力影响很小,带楼板钢连梁与无楼板钢连梁的极限承载力相差在10%以内;RC楼板对可更换钢连梁的塑性变形能力基本无影响,带楼板钢连梁与无楼板钢连梁的极限塑性转角相等。

　　 可更换钢连梁与RC墙肢一般采用直插式连接节点,即钢连梁非消能梁段伸入埋置于RC墙肢,如图12所示。该节点的抗弯承载力等于钢连梁埋入段前后两端接触的混凝土承压形成的力耦(图12),因此其承载力与埋入长度相关。20世纪90年代以来,美国和加拿大学者进行了钢连梁-RC墙肢直插式节点的大量研究,美国规范AISC 341-10 ^[11]给出了节点承载力计算公式和构造要求。为实现“强节点、弱连梁”,可更换钢连梁-RC墙肢节点的承载力应符合式(4)要求:

　　 $V{}_{\text{e}}=4.05\sqrt{f{}_{\text{c}}}\left(\frac{b{}_{\text{w}}}{b{}_{\text{f}}}\right){}^{0.66}\beta {}_{1}b{}_{\text{f}}L{}_{\text{e}}\left(\frac{0.58-0.22\beta {}_1}{0.88+g/2L{}_{\text{e}}}\right)\ge \Omega V{}_{\text{n}}$ (4)

　　 式中:V_e为节点达到承载力时对应的连梁剪力;ΩV_n为消能梁段的极限受剪承载力;f_c为混凝土轴心抗压强度,MPa;b_w为RC墙肢厚度;b_f为钢连梁埋入段翼缘宽度;L_e为钢连梁埋入长度(从墙混凝土保护层内侧算起);β₁为系数,取0.8;g=L_n+c,L_n为钢连梁净跨,c为墙混凝土保护层厚度。

　　 为提高节点刚度,减小埋入段钢梁翼缘与混凝土交界面间隙扩张,延缓往复作用下节点刚度退化,可在钢连梁埋入段上下翼缘设置竖向附加钢筋,附加钢筋与翼缘采用套筒连接或焊接(图12)。附加钢筋设置在靠近墙肢外侧的边缘纵筋位置,以及离开埋入段末端不小于0.5倍梁高的位置,钢筋面积应满足式(5):

　　 $\begin{array}{l}A{}_{\text{t}\text{b}}\ge 0.03f{}_{{\text{c}}^{\prime }}L{}_{\text{e}}b{}_{\text{f}}/f{}_{\text{y}\text{s}\text{r}}(5\text{a})\\ {\displaystyle \sum A}{}_{\text{t}\text{b}}<0.08L{}_{\text{e}}b{}_{\text{w}}-A{}_{\text{s}}(5\text{b})\end{array}$

　　 式中:f_ysr为附加钢筋的抗拉强度;A_tb为钢连梁埋入段前端或后端的附加钢筋面积,如图12所示;∑A_tb为钢连梁埋入段所有附加钢筋的总面积;A_s为钢连梁埋入段范围内墙肢纵向钢筋总面积。

　　 钢连梁与墙肢交界面以及钢连梁埋入段末端应设置封板(图12)。封板的作用是避免连梁埋入段两端在混凝土集中压力作用下发生腹板屈曲,封板还能起到连梁轴向受拉时抗拔的作用。钢连梁埋入段翼缘或腹板可设置栓钉等抗剪连接件。

　　 设计时应注意在梁墙节点处墙肢边缘构件箍筋的布置:当RC墙肢设置约束边缘构件时,钢连梁埋入段腹板开孔或者焊接套筒,墙肢边缘构件内的箍筋应穿过腹板或者与套筒连接,形成封闭箍;当RC墙肢设置构造边缘构件时,可在钢连梁埋入段腹板两侧分别设置两排箍筋(图12),可在钢梁翼缘之间焊接短的竖向钢筋作为箍筋内侧架立筋。

　　 带可更换钢连梁的规则高层建筑结构抗震设计宜采用振型分解反应谱法进行小震作用计算,钢筋混凝土结构阻尼比可取5%。小震弹性计算时,可更换钢连梁采用分段梁模拟,各段梁均采用铁木辛柯梁单元,其几何尺寸和材料属性分别按非消能梁段和消能梁段确定。根据小震作用和其他荷载效应组合的连梁内力,进行可更换钢连梁消能梁段的承载力验算,以及非消能梁段、连接节点的承载力验算,同时检查是否满足抗震构造措施的要求(具体参见本文1～4节内容)。若不满足要求,需调整可更换钢连梁截面或跨度,重新进行设计。

　　 高层建筑采用抗震性能化设计时,需进行弹塑性分析及性能状态评价,因此需要提供可更换钢连梁的非线性计算模型和性能状态判别准则。

　　 纪晓东等 ^[18]在开源程序OpenSees中发展了可更换钢连梁的数值模型,如图13所示。该模型采用梁单元模拟两端的非消能梁段,采用非线性弹簧(Link)单元模拟消能梁段,两端梁单元和跨中Link单元中间可加入零长度弹簧单元,模拟消能梁段-非消能梁段连接可能出现的非线性行为。OpenSees可更换钢连梁模型的具体参数和参数取值详见文献[18]。试验数据验证 ^[16]表明,该模型可准确模拟可更换钢连梁剪切屈服、屈服后强化行为、反向加载的包兴格效应等滞回特性,模拟精度好,适用于精细的工程计算分析和科研工作。

　　 工程设计中多采用结构设计分析软件(如SAP2000程序),可更换钢连梁可采用简化计算模型,如图14(a)所示,其中非消能梁段采用铁木辛柯梁单元模拟,消能梁段采用带剪切塑性铰的梁单元模拟。剪切塑性铰表征消能梁段的塑性剪切行为,剪切铰剪力-转角骨架线采用多线性曲线,如图14(b)所示,图中特征点的参数取值可参考FEMA 356 ^[19]中相关规定确定。图14(b)中AB段为弹性段,剪切铰屈服剪力取消能梁段的塑性受剪承载力,即V_lp=0.6f_yA_w;BC段为强化段,C点塑性转角(参数a)取0.15rad;采用普通钢材或低屈服点钢材LY225时,若消能梁段的长度比大于1.0,抗剪超强系数Ω取1.5,若消能梁段长度比小于1.0,Ω取1.9;CD段为下降段,表征消能梁段的承载力退化,D点对应的塑性转角为0.155rad;DE段表征消能梁段的残余承载力,取0.8V_lp,破坏点E塑性转角(参数b)取0.17rad。消能梁段在往复加载时等向强化明显,其滞回类型可选择为等向强化。该模型模拟的滞回曲线与试验曲线相比,尽管不能反映包辛格效应影响,但累积耗能误差在10%左右,可满足工程设计精度要求 ^[20]。

　　 根据可更换钢连梁的损伤程度和相应修复方法,定义了5种性能状态,见表1。无损伤状态为消能梁段腹板剪切屈服前。轻微损伤状态为消能梁段屈服,钢连梁上方的楼板混凝土开裂。在轻微损伤状态,需修复消能梁段表面喷涂;此外,根据《混凝土结构加固设计规范》(GB 50367—2010) ^[21],对于宽度小于0.2mm的细微混凝土裂缝,可用水泥砂浆涂抹RC楼板表面进行修复,对需防渗的部位,应粘贴防水材料;对于宽度大于0.2mm裂缝,可通过注射环氧树脂对裂缝进行补强和封闭。轻度损伤状态为楼板出现大量较宽裂缝或混凝土剥落、局部压碎,应将局部混凝土清除并重新浇筑。中度损伤状态为消能梁段腹板或翼缘屈曲,可通过热矫正的方法进行修复,若腹板或翼缘屈曲严重,热矫正无法修复,应更换消能梁段。严重损伤状态为消能梁段腹板或翼缘焊缝断裂,连梁承载力严重下降,应更换消能梁段。

　　 由于可更换钢连梁的损伤集中在消能梁段,可采用消能梁段剪力和转角作为可更换连梁性能的评价指标。纪晓东等 ^[6]基于19个消能梁段及可更换钢连梁试验数据,发展了可更换钢连梁的易损性曲线。表1所示各性能状态的判别准则,是由各损伤状态易损性曲线的中值确定的。

　　 可更换钢连梁已应用于我国一些高层和超高层建筑。以下介绍一栋采用了可更换钢连梁的高层建筑——北京三才堂大楼。该建筑位于北京市海淀区,为商业办公楼,结构高48.5m,平面尺寸为48.6m×17.65m,地上11层,采用RC框架-剪力墙结构。该建筑抗震设防烈度为8度(0.2g),场地类别为Ⅲ类,设计地震分组为第一组。按《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)进行抗震设计,其中可更换钢连梁按本文所述方法设计,结构设计信息详见文献[22]。

　　 图15为北京三才堂大楼及可更换钢连梁照片,图16为可更换钢连梁-墙肢节点施工照片。该建筑施工时,可更换钢连梁施工速度基本与RC连梁相当。文献[22]对该建筑进行了弹塑性时程分析,评价了不同地震水准下的抗震性能和抗震韧性。分析表明,采用可更换钢连梁替换RC连梁,可减小罕遇地震下结构层间位移角24.5%,有效降低了结构构件和位移敏感型非结构构件的损伤,且由于可更换钢连梁易修复,因此罕遇地震后该建筑的修复费用和修复时间可分别降低50.8%和60.5%,震后可恢复能力能得到显著提升。

　　 可更换钢连梁是一种新型耗能构件,采用更换钢连梁可提升高层建筑的抗震性能和抗震韧性。本文介绍了可更换钢连梁的抗震设计方法及构造措施,并给出了可更换钢连梁的非线性计算模型和性能评价准则,可供工程设计参考。主要结论如下:

　　 (1)可更换钢连梁的消能梁段应设计为腹板剪切屈服型,其长度比e/(M_lp/V_lp)应小于1.6。进行非消能梁段及节点连接的承载力设计时,应考虑消能梁段超强系数影响。

　　 (2)消能梁段与非消能梁段可采用端板-抗剪键连接或拼接板连接,既能有效传力,又更换方便。

　　 (3)为减轻可更换钢连梁上方RC楼板的地震损伤,RC楼板与可更换钢连梁之间不应设置栓钉等抗剪连接件,建议采用上浮楼板或无连接楼板。

　　 (4)可更换钢连梁与RC墙肢应采用直插式连接节点,并通过在连梁埋入段设置封板、附加钢筋、栓钉等构造措施,提高连接节点的抗震能力。

　　 (5)可更换钢连梁可采用跨中带剪切铰的梁单元模拟,给出了剪切铰剪力-转角骨架线参数取值建议。

　　 (6)根据可更换钢连梁的损伤程度和相应修复方法,定义了5种性能状态,并基于试验数据的易损性分析,给出了各性能状态的判别准则。