1965年，美国的Falur Rahman Khan提出了筒体结构体系，其中框筒结构具有结构布置灵活、空间受力性能好、抗侧力刚度大等优点。依据现行《建筑抗震设计规范》(GB 50011—2010)^[1](简称抗规)和《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99—2015)^[2](简称高钢规)设计的钢框筒结构(FTS)，可以达到保障生命安全的性能水平要求，但也存在一些问题:1)裙梁的跨高比较小，限制了梁端塑性铰的形成和发展，耗能能力较差，结构延性较差;2)由于楼板的加强作用使结构难以实现“强柱弱梁”的设计理念;3)钢框筒结构常是侧移主导设计且剪力滞后效应较显著，往往需要增大裙梁和角柱的截面尺寸以满足侧移限值要求和减小剪力滞后效应，然而会导致设计内力增加，使得结构截面尺寸偏大，结构设计过于保守、不经济;4)由于钢框筒结构的密柱深梁特性和楼板对裙梁的加强作用，可能导致大震下结构部分柱子的柱端先进入塑性，使结构存在一定的倒塌风险，当损坏程度较严重时，结构修复困难且成本较高。虽然国内外学者对钢框筒结构进行了大量的研究，但由于钢框筒结构抗震性能较差，因此大多数的研究集中在钢框筒结构的设计方法^[3,4]、剪力滞后效应^[5]、简化计算方法^[6,7,8]等，而仅有少数学者对钢框筒结构的抗震性能进行研究^[9,10,11]。

　　 Popov^[12]最早在偏心支撑结构中提出耗能梁段的概念并对其滞回性能进行了研究，之后大量的研究表明，剪切型耗能梁段具有良好的塑性变形和耗能能力^[13,14,15]。另外，与传统钢材相比，高强钢具有强度高、节省钢材的优势，国内外学者已对高强钢及高强钢构件的性能进行了大量研究^[16,17,18]。

　　 为了提高传统钢框筒结构的耗能能力、经济性以及实现震后快速恢复，结合剪切型耗能梁段具有良好的塑性变形能力、高强钢强度高、节省钢材的优势以及钢框筒结构抗侧刚度较大的特点，提出可更换剪切型耗能梁段-高强钢框筒结构(HSS-FTS)。在裙梁中设置易于拆卸更换的剪切型耗能梁段，耗能梁段采用屈服点较低、变形能力较好的钢材，使结构在大震下利用剪切型耗能梁段良好的塑性变形能力和耗能能力进行耗能，钢框筒结构梁、柱构件的截面较大，稳定问题不突出，可以采用高强度钢材，并且与采用普通钢材的梁、柱构件相比，在截面尺寸相同即不增加用钢量的前提下，由于高强钢强度高，采用高强钢可明显提高结构的屈服和极限承载力，提高结构弹性变形能力，有利于减小结构震后的残余变形。HSS-FTS震后仅需更换损伤的耗能梁段即可恢复结构的正常使用功能，可节省大量的财力和时间成本。

　　 本文参考现有对钢框筒结构、剪切型耗能梁段的相关研究成果，并结合我国抗规和高钢规的要求，设计了两个不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS算例结构，采用SAP2000软件建立了算例结构的有限元模型，通过静力推覆分析和动力时程分析考察两个算例结构的抗震性能并进行对比。

　　 由于HSS-FTS中的耗能梁段为剪切屈服型，参考偏心支撑结构中剪切型耗能梁段的设计要求，其长度e应满足下列要求^[1,19]。

　　 式中:M_p和V_p分别为耗能梁段塑性抗弯承载力和抗剪承载力;W_p为耗能梁段塑性截面抵抗矩;f_y为钢材屈服强度;h₀为耗能梁段腹板高度;t_w为耗能梁段腹板厚度;V为耗能梁段剪力设计值;为系数，可取0.9;γ_RE为承载力抗震调整系数，取0.75;Ω为耗能梁段的抗剪超强系数，当长度比e/(M_p/V_p)大于1时，对Q235和Q345可取1.5，当长度比小于1时，取值需适当增大^[20];M_bp为裙梁全截面塑性受弯承载力;V_bp为裙梁截面塑性受剪承载力;l为耗能梁段中心到裙梁端部的距离。

　　 另外，为了保证耗能梁段的腹板受剪屈服，耗能梁段应满足腹板、翼缘高厚比和最小受剪面积等设计要求^[21]。

　　 为了更好地发挥剪切型耗能梁段的塑性变形能力，应将其布置在钢框筒结构中层间侧移角较大的楼层。考虑到钢框筒结构底部和顶部楼层的层间侧移角相对较小，在这些楼层布置耗能梁段可能会使其塑性变形发展不充分，因此宜在结构的中部楼层布置适量耗能梁段。此外，由于钢框筒结构中裙梁的有限刚度以及楼板平面外变形的累积效应，在钢框筒结构翼缘框架与腹板框架均存在剪力滞后效应，因此，布置耗能梁段不应加剧结构的剪力滞后效应，因此耗能梁段不应布置在与角柱连接的裙梁中，即耗能梁段应布置在除与角柱相连外的其余裙梁中。

　　 HSS-FTS算例结构为某地区30层办公楼，抗震设防烈度为8度，设计地震基本加速度为0.2g，设计地震分组为第一组，建筑场地类别为Ⅱ类，场地特征周期为0.35s。结构平面尺寸为27m×27m，标准层层高均为3.3m，楼板采用C40混凝土，板厚190mm，耗能梁段构件采用Q235钢，其余构件采用Q460钢，角柱及内柱截面采用箱形截面，其余构件采用焊接H型钢。楼面及屋面恒荷载均取8.0kN/m²(包含楼板自重)，活荷载取2.0kN/m²，雪荷载取0.3kN/m²，基本风压取0.35kN/m²，地面粗糙度类别为C类。耗能梁段均设计成剪切屈服型，设计时根据最不利组合得到各楼层裙梁所承受剪力设计值，再由布置耗能梁段处裙梁所承受剪力确定耗能梁段处的剪力设计值，由式(2)～(6)确定耗能梁段的截面尺寸，根据式(1)同时参考耗能梁段长度(e/(M_p/V_p))取值的相关研究成果^[22,23]，最终选定耗能梁段长度为600mm。

　　 算例结构平面布置如图1所示。算例的翼缘框架和腹板框架方向均为9跨，耗能梁段(SL)在3～7跨之间满跨布置。沿高度方向设计两种耗能梁段布置方式，HSS-FTS1为耗能梁段仅布置在6～25层，HSS-FTS2为耗能梁段布置在1～30层。在HSS-FTS1与HSS-FTS2中，除耗能梁段布置方式不同外，两算例结构中其余构件截面尺寸均相同^[24]，如表1所示。此外，为了对比HSS-FTS与传统钢框筒结构的抗震性能，建立了一个不设置耗能梁段且采用普通钢材的传统钢框筒结构算例FTS，其设计条件和设计参数与HSS-FTS1,HSS-FTS2完全相同，除不布置耗能梁段外，FTS的各构件截面与HSS-FTS1,HSS-FTS2相同，且各构件均采用Q345钢。采用SAP2000软件建立HSS-FTS1,HSS-FTS2和FTS的有限元模型，钢材的屈服强度采用名义值，弹性模量E为206 000MPa，切线模量E_t=0.01E，泊松比为0.3。在耗能梁段的中部及端部指定剪切铰，在裙梁端部指定M铰，在角柱和中柱两端指定P-M₂-M₃压弯相关铰。对比分析三算例结构的整体性能设计指标，并对两个模型进行静力推覆分析和非线性时程分析，考察三算例结构的抗震性能并进行对比。

　　 各选取HSS-FTS1,HSS-FTS2和FTS中的15个振型参与组合，周期模态分析结果见表2。HSS-FTS1,HSS-FTS2和FTS的周期比T/T₁分别为0.59,0.59和0.57，满足规范限值要求。与FTS相比，HSS-FTS1第一周期增大2.0%，第三周期增大5.4%,HSS-FTS2第一周期增大2.3%，第三周期增大5.8%，说明布置耗能梁段后使结构的刚度略有下降，但下降幅度不大。另外，与HSS-FTS1相比，HSS-FTS2的周期稍大，说明HSS-FTS2的刚度比HSS-FTS1略低。由于结构布置规则对称，HSS-FTS1,HSS-FTS2以平动为主的振型周期完全相等，只是方向不同，两算例前3阶振型相似，前两阶振型分别以X,Y方向平动为主，第三阶振型以扭转为主。

　　 在进行抗震验算时，结构每一楼层的水平地震剪力应符合下式要求:

　　 式中:V_EKi为第i层对应于水平地震作用标准值的楼层剪力;λ为剪力系数;G_j为第j层重力荷载代表值。

　　 表3为HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS的剪重比。由表可知，HSS-FTS1,HSS-FTS2在相应楼层的剪重比非常接近，说明两种耗能梁段布置方式对结构剪重比无明显影响。由于HSS-FTS1,HSS-FTS2结构布置为关于X轴与Y轴的对称布置，因此仅取X向侧振为主的第一阶振型作为工况进行分析。虽然与FTS相比，HSS-FTS1,HSS-FTS2的楼层剪重比略有减小，但根据抗规的规定，由剪重比得到的HSS-FTS1,HSS-FTS2楼层最小地震剪力系数为2.56%，满足最小限值要求。

　　 高钢规规定楼层与其相邻上一层的侧向刚度比不宜小于0.9。图2为HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS的刚度比。由图可知，三个算例结构各楼层的刚度比相差很小，说明布置耗能梁段对钢框筒结构刚度比影响很小，且采用这两种耗能梁段布置方式的结构刚度相差不大，另外，HSS-FTS1与HSS-FTS2的最小刚度比为1，均出现在第30层，满足规范限值的要求。

　　 采用倒三角侧向力分布模式对HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS进行推覆分析，以结构总高度的3%作为顶点的目标位移，将其推覆至极限状态。图3给出了HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS的基底剪力-顶点位移曲线。由图可知，HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS达到极限状态时，顶点位移均未达到预定的目标位移;在各模型屈服之前，HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS的推覆曲线几乎重合，三者的弹性抗侧刚度比较接近，说明布置耗能梁段对结构抗侧刚度影响较小;在结构顶点位移达到1 200mm之前，FTS的推覆曲线高于HSS-FTS1与HSS-FTS2的推覆曲线，说明由于耗能梁段的刚度小于相邻的裙梁刚度，耗能梁段屈服使HSS-FTS1与HSS-FTS2更早地进入弹塑性状态，而HSS-FTS1,HSS-FTS2,FTS的峰值承载力分别为:16 880.5,17 019.9,16 853.1kN，其中HSS-FTS2与FTS的最大承载力仅相差1%;HSS-FTS1与HSS-FTS2的延性明显优于FTS，说明在裙梁中布置耗能梁段可明显提高钢框筒结构的变形能力;HSS-FTS1的曲线略高于HSS-FTS2的曲线，但两者的推覆曲线几乎重合，其中HSS-FTS1的最大承载力仅比HSS-FTS的高0.6%，因此说明采用倒三角侧向力分布模式推覆加载时，HSS-FTS1与HSS-FTS2的弹性刚度、最大承载力和延性相差很小。

　　 图4为达到极限状态时，HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS的层间侧移角分布。由于FTS的延性较差，在达到极限状态时结构的整体变形较小且远小于HSS-FTS1和HSS-FTS2，因此FTS极限状态时的层间侧移角也明显小于HSS-FTS1和HSS-FTS2相应值;HSS-FTS1和HSS-FTS2的层间侧移角沿结构高度方向分布比较均匀，并且HSS-FTS2大部分楼层的层间侧移角小于HSS-FTS1相应楼层的层间侧移角;HSS-FTS1和HSS-FTS2在极限状态时，大部分楼层的层间侧移角都超过了抗规中的弹塑性层间侧移角限值1/50，说明两者均有足够的安全储备。

　　 图5为HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在达到屈服和极限状态时的塑性铰分布图。图中B点表示铰达到屈服状态，C点表示铰达到极限承载力，IO,LS和CP代表铰的能力水平，分别对应于直接使用，生命安全和防止倒塌，D点表示铰的残余承载力，E点则表示铰完全失效。由图可知，当三个算例结构分别达到屈服时，FTS部分梁端达到屈服出现塑性铰，HSS-FTS1的耗能梁段全部屈服，而HSS-FTS2的耗能梁段并未全部屈服，但HSS-FTS1与HSS-FTS2除耗能梁段外的其余构件仍处于弹性状态;当HSS-FTS1和HSS-FTS2达到极限状态时，主要是由于耗能梁段处塑性铰发展程度较大，由于裙梁和柱采用高强钢，因此结构在极限状态时在裙梁、柱处的塑性铰较少，而FTS主要是裙梁端部出现塑性铰达到极限状态或由于柱端出现塑性铰而形成倒塌机构使结构达到极限状态。在极限状态时，FTS的塑性铰集中在中下部楼层的梁端，但塑性铰的发展程度很有限，HSS-FTS1耗能梁段进一步发展塑性，中下部楼层裙梁端部出现塑性铰，仅个别柱端刚刚屈服，而在HSS-FTS2中，虽然其端部出现塑性铰的裙梁和柱数量比HSS-FTS1中的少，但HSS-FTS2中的耗能梁段塑性发展程度比HSS-FTS1中的要小;虽然HSS-FTS1和HSS-FTS2基本能实现耗能梁段先屈服，然后裙梁端部屈服，最终柱脚屈服的理想屈服模式，但HSS-FTS2顶部和底部有部分耗能梁段并未屈服，因而未能参与工作，原因在于结构顶层和底层的层间侧移角相对较小，耗能梁段变形有限。

　　 由能力谱法得到HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在不同性能点的层间侧移角分布如图6所示，不同性能点算例结构的顶点侧移以及最大层间侧移角对比如表4所示。由图6和表4可知，FTS在不同性能点处的层间侧移角均小于HSS-FTS1与HSS-FTS2的，这是由于FTS在结构达到各性能点时，层间变形非常有限，这也进一步说明钢框筒结构的延性较差;在大震性能点处，FTS底部几层的层间侧移角比HSS-FTS1与HSS-FTS2的更大;HSS-FTS1与HSS-FTS2的层间侧移角分布趋势基本一致，且在中震与大震性能点的最大层间侧移角均小于抗规限值1/50，在小震性能点，HSS-FTS2的层间侧移角比HSS-FTS1的略大，高约4%，并且HSS-FTS1的顶点侧移比HSS-FTS2小约5%;在中震和大震性能点，HSS-FTS2的层间侧移角分别比HSS-FTS1小约8%和2%，但HSS-FTS1中震性能点的顶点侧移比HSS-FTS2略小，约2%。对比HSS-FTS1与HSS-FTS2的层间侧移角和顶点侧移可知，耗能梁段布置的越多，对结构在弹塑性状态下的层间变形控制效果越明显。

　　 图7为HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在不同性能点的塑性铰分布对比。由图可知:HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在小震性能点时各构件均处于弹性状态;在中震性能点，FTS仍处于弹性状态，HSS-FTS1的耗能梁段均屈服，但其中大部分耗能梁段仅刚刚屈服，HSS-FTS2中屈服的耗能梁段数量比HSS-FTS1的略少;在大震性能点，与HSS-FTS1和HSS-FTS2相比，FTS中出现了更多的塑性铰，塑性铰集中在中部及下部楼层的梁端和个别柱端，不利于结构充分发挥抗震性能且增加了结构倒塌的风险，而HSS-FTS1与HSS-FTS2中的耗能梁段进一步发展塑性，其余构件由于采用高强钢从而保持弹性，进而降低了因非耗能构件破坏导致结构倒塌的风险。因此，与FTS相比，HSS-FTS1和HSS-FTS2在中震及大震性能点时能保证耗能梁段进入塑性，其余构件保持弹性，满足设计预期，同时能够满足抗规三水准抗震设防要求。

　　 根据算例结构的设计条件和结构特性选取了5条天然波(RSN15,RSN28,RSN93,RSN172,RSN186)和2条人工波(人工波1、人工波2)，并将各条地震波的峰值加速度调整到400gal(8度罕遇)进行非线性动力时程分析。各条地震波频谱特性见图8。

　　 对HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS进行8度大震水准的非线性动力时程分析，得到HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在8度大震水准各条地震波下的最大层间侧移角平均值，如图9所示。由图可知，在8度大震作用下，除底部个别楼层外，HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS相应楼层的层间侧移角均值相差不大，其中HSS-FTS1与HSS-FTS2的层间侧移角均值比FTS的仅分别高出8.2%和8.4%，且HSS-FTS1,HSS-FTS2的个别楼层最大层间侧移角平均值比FTS相应楼层的小1.3%～1.9%，因此在裙梁布置耗能梁段不会加剧钢框筒结构在大震作用下的层间变形。另外，HSS-FTS1,HSS-FTS2的层间侧移角沿结构高度方向分布较均匀，说明结构的弹塑性变形沿高度方向趋于均匀。各层间侧移角分布在0.15%～1.5%之间，小于抗规弹塑性层间侧移角限值1/50。相比而言，HSS-FTS2在8度大震作用下大部分楼层的层间侧移角平均值比HSS-FTS1的相应值略小，但不超过2%，两者总体上相差很小。

　　 HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在各条地震波下的塑性铰分布如图10所示。由图可知，在8度大震作用下HSS-FTS1与HSS-FTS2的耗能梁段进入塑性进行耗能且耗能梁段的塑性铰分布较为均匀，而裙梁和柱端未出现塑性铰，说明其仍处于弹性状态，满足大震作用下HSS-FTS结构耗能梁段进入塑性耗散地震能量，其余构件保持弹性的设计预期。与HSS-FTS1和HSS-FTS2相比，FTS在8度大震作用下出现了更多的塑性铰，且塑性铰集中在中部和下部楼层的裙梁端部，且个别楼层柱端以及底层柱脚也出现了塑性铰，不利于结构抗震及震后修复。因此，与传统钢框筒结构相比，HSS-FTS结构在大震作用下的塑性铰集中耗能梁段，其余构件由于采用高强钢，因此仍处于弹性状态，震后仅需更换损伤的耗能梁段即可实现结构功能的快速恢复。

　　 根据图10中HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在7条地震波作用下的塑性铰发展程度，选取其中塑性铰发展程度相对较大的2条天然波(RSN172,RSN186)和1条人工波(人工波1)的计算结果进行地震耗能比较，图11为HSS-FTS1,HSS-FTS2与FTS在这三条地震波作用下的耗能对比，其中HSS-FTS1,HSS-FTS2中均由耗能梁段的塑性变形进行耗能，而FTS主要通过裙梁端部以及个别柱端塑性铰进行耗能。由图可知，HSS-FTS1与HSS-FTS2在这三条地震波下所耗散的能量均高于FTS所耗散的能量，说明HSS-FTS结构的耗能能力优于传统钢框筒结构。另外，HSS-FTS1耗散的能量比HSS-FTS2多，说明并非耗能梁段布置的越多，结构的耗能能力越强，原因在于结构底部和顶部楼层的层间侧移角相对较小，在该部分中布置的耗能梁段变形相对较小，其耗能能力难以发挥。

　　 综上，基于分析结果，考虑到结构底部和顶部楼层的层间侧移角相对较小，在该部分布置的耗能梁段变形相对较小，从而使其耗能能力难以充分发挥。此外，耗能梁段不应布置在与角柱连接的裙梁中以避免加剧结构的剪力滞后效应。因此，不宜在底部和顶部楼层的裙梁以及与角柱相连的裙梁中布置耗能梁段。

　　 本文分别设计了两个不同耗能梁段布置方式的HSS-FTS以及一个FTS结构算例，并采用SAP2000建立了三个算例结构的有限元模型，通过静力推覆分析和非线性动力时程分析，对其抗震性能进行了分析及对比，得出如下结论:

　　 (1)HSS-FTS与FTS的周期比、剪重比、刚度比总体上相差不大，均满足规范要求，且耗能梁段布置的越多，结构的周期和刚度分别有增大和减小的趋势。

　　 (2)由推覆分析可知，HSS-FTS的承载力略小于FTS，但HSS-FTS的承载力具有足够的安全储备，且HSS-FTS的延性明显高于FTS的延性，HSS-FTS基本可以实现耗能梁段先屈服，然后裙梁端部屈服，最终柱脚屈服的理想屈服模式。

　　 (3)由非线性动力时程分析可知，HSS-FTS与FTS在大震作用下的层间侧移角分布大致接近，布置耗能梁段并不会增大结构的层间变形。HSS-FTS的耗能能力优于FTS的耗能能力，且HSS-FTS的塑性铰均集中在耗能梁段，其余构件仍处于弹性状态，满足结构的设计预期。

　　 (4)考虑到结构底部和顶部楼层的层间侧移角相对较小，在该部分布置的耗能梁段的耗能能力难以充分发挥，同时耗能梁段不应布置在与角柱连接的裙梁中以避免加剧结构的剪力滞后效应。因此不宜在底部和顶部楼层的裙梁以及与角柱相连的裙梁中布置耗能梁段。

　　 (5)总体上讲，与FTS相比，HSS-FTS具有更好的延性和耗能能力。大震作用下结构的损伤集中在耗能梁段，因此震后仅需更换损伤的耗能梁段即可恢复结构的正常使用功能。