地震下框架结构的典型破坏情况及破坏照片分析！

近年来，世界各地地震频发，地震烈度高的设防地区的工程结构受到附近震中的影响，遭到严重破坏。可以知道：

1）图1a所示“强柱弱梁”概念下的框架结构中的框架梁在地震作用下会发生图1b所示框架梁的弯曲破坏，当梁能量耗散达到极限时，将失去对框架柱的约束作用， 导致图1c所示的框架结构整体坍塌。

2）图1d所示的“强梁弱柱”框架梁与现浇混凝土楼板结合，此时其刚度和承载力较强，框架结构在强震下首先使用框架柱耗能，如果框架柱耗能能力弱，耗能达到极限， 底架柱纵向钢筋断裂，图1e所示底架柱为“拉铰”失效，如果框架柱耗能能力强，能耗达到极限，则底架柱纵向加固被压缩，混凝土在箍筋约束下造成底架柱如图1f所示。这一次，无论底框柱出现“压力铰链”还是“拉铰链”，框架柱的底部几层都会整体塌陷，导致底部1~2层如图1G所示坍塌，上部结构完好无损。

a—“强柱弱梁”塑性铰链示意图; b—理想的“强柱弱梁”框架; c—坍塌的“强柱弱梁”框架; d—“强梁弱柱”塑性铰链示意图; e—框架柱形成“拉铰链”; f—框架柱形成“压力铰链”; g - 压碎二楼的“强梁弱柱”框架。

图1 地震下框架结构的典型破坏

3）虽然不少工程师学者因种种原因质疑工程结构“强柱弱梁”抗震概念的实现难度，但能否逆向思考：与倒塌的“强柱弱梁”框架结构相比，倒塌的“强梁弱柱”框架的损耗程度其实相对较小。

目前，我国第五代GB 18306-2015《我国地震动参数区划图》明确了基本地震、频繁地震、罕见地震和极罕见地震作用下地震作用下地震地震参数的确定方法，提高了我国整体抗震防御要求，强调了工程结构的抗倒塌标准， 因此，缓解“中震”下各种工程结构的破坏程度，确保“大地震不倒塌”甚至“大地震不倒塌”是结构抗震领域的研究热点。因此，开展工程结构极限抗震的研究尤为重要，但在现有的各种工程结构抗震计算理论和方法中，极限抗震问题尚未得到讨论。

为此，笔者课题组利用混凝土塑性损伤本构模型和钢弹塑混合增强本构模型，模拟了钢-混凝土组合梁、混凝土填充钢管柱-钢梁节点、混凝土填充钢管柱钢梁节点和钢-混凝土复合平面框架的准静态试验结果，以及两层两跨的多工作伪动力学试验结果钢-混凝土复合空间框架结构。该模型体现了钢管与芯混凝土之间的约束效应和界面滑移效应，以及钢梁与混凝土板之间的界面滑移效应，并采用基于实体元和壳元的有限元建模方法，对钢筋混凝土组合框架结构进行了终极地震时程分析， 主要工作如下：1）通过对现有研究成果的总结，进一步细化梁端和柱端塑性铰链的类型;2）建立了全尺寸多高层钢-混凝土复合空间框架结构有限元精细抗震计算模型，对地震波作用下全尺寸钢-混凝土复合空间框架结构进行了时程分析，探讨了复合框架结构的抗震响应、塑性铰形成、破坏机理、耗能极限和刚度损伤规律。

学习什么

研究内容

1 塑料铰链的分类

1.1 梁端的“压力铰链”和“拉铰链”

实际框架结构在承受地震作用时承受了全部的静荷载和部分活荷载，在静荷载和活荷载的作用下，梁端的下边缘被压缩，上边缘在更大强度的水平地震波的作用下被拉伸， 钢筋或钢梁的下边缘被压缩并屈服，然后逐渐出现塑性铰，此时塑性铰链应称为“压力铰链”，在高强度的水平地震波的作用下，钢筋或钢梁的下边缘受拉屈服，然后逐渐出现塑性铰， 而此时的塑料铰链应该叫“拉铰链”。“压力铰链”和“拉铰”现象在笔者研究课题组之前的实验中已经有所体现，例如文献报道了四方混凝土填充钢管柱和复合梁的“强柱弱梁”节点的滞后试验，楼板钢筋和钢梁共同穿透混凝土填充钢管柱并与钢管焊接， 为避免钢梁翼缘过宽对钢管的不利影响和对柱内混凝土浇筑的不利影响，通过弱化钢梁端部上下翼缘对三个接头试件进行弱化，探究不同弱化程度对接头抗震性能的影响。该类复合材料接头的梁端“压铰”和“拉铰”典型失效试验照片如图2所示，试验结果显示，4个接头的延性系数大于3，计算结果表明，钢梁翼缘减弱后，接头的刚度、承载力和塑性耗能能力都会降低。

a—法线复合节点的梁端形成“压力铰链”;b—法兰弱化较大，复合节点梁端形成“拉铰”;c—塑性耗能的有限元计算对弱化程度的影响。

图2 混凝土充填钢管柱-复合梁接头滞后试验典型失效照片及塑性耗能变化

此外，笔者课题组近期利用精细化抗震计算模型，合理模拟了两层双跨圆混凝土充钢管柱-RC环梁空间框架结构的多条件伪动力试验结果，并将试验模型设计为“强柱弱梁”框架，并利用不同地震波条件下连续输入的荷载模式对有限元模型进行分析，以反映刚度框架结构在多次地震波作用下的损伤规律.刚度损伤定义为当前地震波作用后结构的残余刚度与初始刚度之比：

Dk=1-k/k0

（一）

式中：k为当前地震后结构的残余刚度;k0为结构的初始刚度，即达到40%峰值时水平推力与相应水平位移之比。

有限元模型和仿真结果与坐标系伪动力学试验结果的比较如图3所示。图3b的分析结果表明，在7个地震波（0.035g、0.07g、0.1g、0.2g、0.3g、0.34g、0.4g）作用下，单层楼板混凝土环梁和框架梁的上下边缘受到严重拉伤破坏，环梁和框架梁的压缩损伤分别高达0.85和0.54， 而圆混凝土充填钢管柱芯混凝土的最大抗压损伤仅为0.26。可以看出，与混凝土充填钢管柱相比，由于钢筋混凝土框架梁的刚度、承载力和耗能能力较弱，由于梁端“压力铰”和“拉铰”在多次地震后相互作用失效，失去了对框架柱的约束作用， 最终导致混凝土充填钢管柱不稳定，失去框架侧向阻力，使“强柱弱梁”难以有效发挥框架结构的整体抗塌陷和耗能能力。

a—组合空间框架的有限元模型; b—地震后框架刚度损伤规律的比较; c—RC框架梁的拉伸损伤分布。

图3 圆混凝土充填钢管柱-RC环梁空间框架结构地震后分析

1.2 柱端“压铰”和“拉铰”。

根据截面偏置的定义，在较小侧钢筋或钢管的压缩屈服后逐渐出现的塑性铰圈定义为“压力铰链”，在钢筋或钢管在受压侧的压缩屈服和受压侧的压缩屈服之后逐渐出现的塑料铰圈定义为“拉伸铰链”， 而钢筋或钢管之后在受拉侧逐渐出现的塑性铰链是拉伸屈服，压缩侧是压缩屈服。对于混凝土充填钢管柱，“压力铰链”相对稳定，而“拉铰”容易造成框架整层坍塌，图1所示钢筋混凝土框架的震后破坏照片也反映了这一现象。

2 有限元模型和模态分析

2.1 研究概述

6、10、15、20层3×3跨度混凝土充填钢管柱钢筋混凝土复合梁空间框架全尺寸尺寸及参数见表1和图4。在全尺寸模型示例中，混凝土强度为C50，钢管、钢筋环和钢梁均由Q235钢制成，螺栓为ML15（屈服强度为350 MPa，抗拉强度为525 MPa），钢筋为HRB400。

表1 组合框架基本尺寸及参数

A-6层框架柱网布置;B-10~20层框架柱网布局;c—普通方形混凝土充填钢管柱;d—加筋方形混凝土填充钢管柱。

图例.4. 组合框架平面和柱截面

为了加强对塑性铰链区域的约束，丁等人对方形混凝土填充钢管短柱进行了轴向压缩试验，比较了螺栓、圆形箍筋、菱形箍筋和双向张力箍筋等结构措施对极限承载力的影响，此外，丁等人还对端部张力矩形混凝土填充钢管柱的滞后性能进行了试验研究， 各试钢管含钢量在5%~6%之间，当量套圈比在0.45%~2.8%之间。结果表明：当实际轴向压缩比高达0.8时，端部带肋矩形混凝土充填钢管柱仍具有良好的承载力和延展性，对拉箍筋结构措施的双向约束效果最好。因此，本例分析采用框架柱端部钢筋的“强柱”施工措施，拉框架结构中混凝土充填钢管柱的钢筋仅布置在柱底和柱顶1 m范围内，张力夹紧比为3.0%。

6层钢-混凝土复合框架混凝土充钢管柱与复合梁与外钢筋圈和内焊接隔膜节点连接，主钢梁为HM500×300×11×18，次钢梁为HM350×250×9×14，钢梁上翼缘分别设置有φ16@200的2排螺柱剪切连接器， 剪切连接度η=1.0，混凝土板厚度150mm，板底装有φ10@200的双向应力肋，板面装有φ10@150的双向应力肋，保护层厚度为20mm，无内外墙。10~20层钢筋复合框架混凝土充填钢管柱通过外加筋连接点与复合梁连接，主钢梁为HM400×200×8×13，次级钢梁为HM300×200×8×12;钢梁上翼缘设置2排φ16@200螺栓剪接头，剪切连接度η=0.9，钢筋混凝土楼板厚度120mm，板材上下层装有φ10@200双向应力肋，保护层厚度20mm， 并且没有内壁和外壁。

为了反映各高层框架结构在地震作用下的地震响应，所有材料的强度值均为标准值，不考虑荷载组合系数。表2显示了框架柱和复合梁的极限抗弯能力以及有限元方法得到的梁柱的弯曲能力与km的比值。

表2 各框架一楼中柱轴压比与一楼节点梁柱抗弯承压比

2.2 有限元模型概述

这

芯材混凝土和楼板基于混凝土三轴塑性损伤模型，钢管、柱端肋、钢梁和钢筋用于混合加固，螺柱用于弹塑性本构模型，钢强度准则基于经典的米塞斯屈服准则。

在模型中，核心混凝土柱和混凝土楼板采用三维实体元（C3D8R），采用八节点减减一体的形式，沙漏进行控制。钢管、钢梁、环梁、隔膜采用四节点折减积分格式的壳单元（S4R），沿壳体厚度方向采用9点的辛普森积分。纵向钢筋、箍筋和管内张拉杆由双节点线性三维桁架单元（T3D2）制成;螺柱被简化为三维线性梁单元 （B31）。

将柱端钢筋与方钢管合并，模拟钢筋与钢管的焊接，钢筋与芯材混凝土呈预埋区形式，其中内置区为钢筋，主区为芯材混凝土。对于钢管与芯混凝土的界面，采用库仑摩擦式接触，由切向的粘结滑移和法向的硬接触组成。切线方向的接触柱公式为惩罚函数，摩擦系数为0.5，采用有限滑动满足计算效率。接触单元为地对表面接触，其中刚度较大的钢管壳单元为主面，刚度较小的混凝土元件为从曲面。

将楼板的双向受力钢筋合并（合并）成钢筋网，与楼板混凝土采用内置约束形式，内置面积为钢筋网，主要面积为楼板混凝土;螺栓和楼板混凝土采用内置约束的形式，内置面积为螺栓，主要面积为楼板混凝土;主梁、副梁和螺栓合并（合并）成钢梁底板，主梁与钢管的钢筋圈（Tie）结合。由于高层框架模型示例中螺栓的间距较小，如果根据实际情况划分单元，网格划分会过于密集，单元过多，会影响收敛性和计算效率，因此在本文的建模中考虑了一定程度的合并， 即在保证剪切连接相同的前提下增加螺栓的直径和间距，将螺栓参数统一设置为φ25@500，有限元模型如图5所示，整个框架结构中各单元的数量为（10~75）千。

A-6层; b—10层;C-15层;D-20楼。

图5 组合框架的整体有限元模型

2.3 模态分析

采用瑞利阻尼，阻尼比为0.05。6、10、15、20层框架结构的模型模态和固有频率计算结果如表3所示，结果显示，1阶和2阶、4阶和5阶分别为平移模型和弯曲模态形状，两者频率相似，3阶和6阶为扭转模态形状， 而柱端肋对结构的振型没有影响，但拉力一般能使频率增加3%~8%左右，扭转频率的增加幅度更大。

表3 拉力增强对复合框架结构固有频率的影响

3 水平地震波作用

3.1 结构响应分析

使用高性能服务器开启36个中央处理器（CPU）和1个图形处理单元（GPU），以El Centro波为例，在20 s地震波作用下对6~20层框架结构模型进行时程分析，时间分析约为20~90 h。

3.1.1 楼层之间的位移角

在1000 cm/s2及以下最大加速度峰值不同强度地震波的作用下，6层、10层、15层和20层普通拉伸复合框架结构的最大层间位移角如图6所示，可以看出： 1）层间位移角随地震波峰值加速度的增加而增大， 6层框架的最大层间位移角出现在底层，而10~20层框架的最大层间位移角出现在底层2层和3层;2）当地震波强度为620 cm/s2及以上时，柱端加固的“强柱”结构可以显著降低复合框架结构的最大层间位移角。

A-6层; b—10层;C-15层;D-20楼。

图6 地震波作用下复合框架结构最大层间位移角分布

3.1.2 底柱轴向压缩比时程曲线

柱端张力对峰值强度为620 cm/s2的El Centro水平波作用下底框柱轴向压缩比时程响应的影响如图7所示。可以看出，加强筋对框架角柱、侧柱和中柱轴向压缩比的变化影响不大。

A-6层;B-20楼层。

图7 柱端加固对复合框架底架柱轴向压缩比时程曲线的影响

3.1.3 柱端张力对各应力-应变时间历史的影响

在峰值强度为620 cm/s2的El Centro水平波作用下，柱端加固对框架各关键断面应力点应力-应变时程响应的影响如图8~图10所示，可以看出：1）底部混凝土充填钢管柱处于压应力状态， 6层框架的钢管在纵向压缩作用下屈服，芯混凝土进入下降段，柱端形成塑性“压力铰”，10~20层钢管在纵向压缩作用下屈服，但此时未形成塑性铰。梁端段钢梁主要处于压应力状态，下翼缘以压缩为主，最大压应变大于0.006，梁端形成“压铰”。2）立柱末端的张力降低了底部钢管与芯混凝土之间的应变水平，也降低了钢管与混凝土之间的压应变差，可以理解为张力减小了钢管与混凝土之间的滑移，从而增加了框架柱的刚度， 从而增加了框架频率，“强柱”结构必然导致相应的“弱梁”，即张力结构增加了钢梁的应力等级;3）梁末端的混凝土板在地震下开裂。

a—中柱钢管; b—中心柱芯混凝土; c—跨中梁端下翼缘; d—跨中梁末端的上翼缘。

图8 拉力加固对六层复合框架柱与钢梁各关键应力点应力-应变时程曲线的影响

a—中柱钢管; b—中心柱芯混凝土; c—跨中梁端下翼缘; d—跨中梁末端的上翼缘。

图9 加劲肋对15层复合框架柱与钢梁各关键应力点应力-应变时程曲线的影响

A-6层;B-20楼层。

图10 拉钢筋对复合框架底部中跨梁末端混凝土板应力-应变时程曲线的影响

3.1.4 地震烈度对各应力-应变时间历史的影响

不同峰值加速度的水平波对框架各关键截面梁端板应力点、螺柱和纵向钢筋的应力-应变时程响应的影响如图11~图13所示，可以看出：1）柱端肌腱只有在水平地震波的极限强度或接近极限强度作用时才屈服， 第6层和第20层立柱的轴向压缩比较大，受拉作用更显著;2）螺栓在接近地震波极限水平时屈服;3）当极端水平地震波作用时，6层框架钢梁上方混凝土板的纵向加固屈服，而10~20层框架板的纵向加固不屈服。

A-6层;B-20楼层。

图11 不同地震波强度对复合框架底架张拉杆应力-应变时程曲线的影响

A-6层普通框架; b—6层拉伸框架; c—20层普通框架;D-20层加固框架。

图12 不同地震波强度对复合框架底部中跨梁末端应力-应变时程曲线的影响

A-6层普通框架; b—6层拉伸框架; c—20层普通框架;D-20层加固框架。

图13 不同地震波强度对复合框架底部中跨梁端板纵向钢筋应力-应变时程曲线的影响

3.2 塑料耗能分析

ABAQUS用于分析弹塑性动力学的时程，复合框架结构在地震波作用下的总输入能量会产生弹性能、塑性能量耗散、混凝土损伤耗能、阻尼粘性能量耗散、动能、赝应变能和摩擦能耗散，其中弹性能可以回收， 动能随时间波动，赝应变能与模型的网格尺寸有关，摩擦能耗散来自钢管与芯材混凝土之间的位错以及钢梁与楼板的界面，阻尼粘性能量耗散与阻尼比有关。

图14显示了10层普通复合框架结构在620 cm/s2El Centro波作用下总输入能量的比例。可以看出：1）弹性能、塑性耗能、阻尼粘性耗能和动能均占一定比例;2）赝应变能、摩擦能耗散、混凝土损伤耗能均极小，说明钢管与芯混凝土之间无明显位错，芯混凝土与楼板混凝土无明显损伤。因此，利用塑性耗能指标分析复合框架结构的抗震性能。

图14 10层共合框架总输入能量占比

图15和图16显示了不同强度等级的地震波对6层、10层、15层和20层复合框架结构塑性耗能的影响，可以看出：1）随着地震波强度的增加，复合框架的塑性耗能迅速增加，柱端加筋框架的塑性耗能略高于普通框架下。在相同的地震波作用下，柱端加筋框架的塑性耗能远高于普通框架在极限强度地震波的作用下;2）由于6层复合框架跨度较大，钢梁高度较高，复合地板对框架柱的约束作用更强，框架在不同强度等级的地震波作用下以柱子能耗为主，其抗震工作机构类似于“约束梁”和“耗能柱”的组合， 复合框架的极限抗震能力取决于框架柱的耗能能力，而普通方形混凝土充填钢管的耗能能力有限，框架柱的耗能达到极限，峰值加速度为1g时6层框架结构失效;3）由于10、15、20层复合框架跨度小，钢梁高度较低，复合地板对框架柱的约束作用较弱，框架在较低加速度水平下受地震波作用下的钢梁能耗为主， 锚杆和混凝土楼板在不同强度水平的地震波作用下基本不耗能，随着框架结构高度的增加，底柱轴向压缩比增大，复合框架塑性耗能值增大，框架逐渐从钢梁的能耗过渡到框架柱的能耗， 其抗震工作机理类似于“耗能梁”和“支撑柱”的结合，使复合框架的极限抗震能力相对减弱。4）作为“强柱”的结构措施，柱末端的钢筋增加了钢梁在同水平地震波作用下的塑性耗能比例，但降低了框架柱塑性耗能的比例，抗拉强柱的结构结构主要通过柱耗能提高了六层框架的抗震能力。

A-6层; b—10层;C-15层;D-20楼。

图15 不同强度地震波作用下柱端加固对复合框架结构塑性耗能的影响

A-6层; b—10层;C-15层;D-20楼。

图16 柱端加固对不同强度级地震波作用下复合框架结构梁柱塑性耗能比例的影响

3.3 塑性铰链形成及失效机理分析

表4和表5分别显示了6层、10层、15层和20层普通和加筋复合框架结构在地震波作用下的破坏模式、最大变形轮廓和塑性铰链分布模式。分析结果表明：1）当水平地震波强度大于400 cm/s2时，6层复合框架的梁端形成压力铰，框架以柱耗能为主，在极限强度水平地震波的作用下耗能值较大; 复合框架的柱端逐渐由“压力铰链”过渡到“拉铰”，并在极限抗震期间失效，框架的耗能能力取决于框架柱;2）当水平地震波强度大于400 cm/s2时，10层、15层、20层复合框架的梁端虽然形成“压力铰链”，但当极限强度水平地震波作用时，梁端形成“拉铰链”，梁端“拉铰链”使地板对框架柱的约束作用由刚性变为铰链， 导致框架柱的长细比增大和不稳定，当框架柱的轴向压力相对较小（约0.4）时，柱端会形成“拉铰”，而当轴向压力相对较大（0.6~0.8）时，柱端会形成“压力铰链”。此时，复合框架和框架柱的塑性耗能值相对较小。3）作为“强柱”结构措施，拉力加固可以提高框架的极限抗震能力，减少横向移动，减少柱铰，增加梁铰的形成，但不会改变复合框架的破坏模式。

表4 水平限震波作用下复合框架结构塑性铰链机理及破坏模式

表5 极限烈级地震波下复合框架结构最大全局变形图及塑性铰链分布

3.4 震后刚度损伤

图17显示了不同强度级地震波后6层、10层、15层和20层复合框架结构在峰值加速度和塑性耗能方面刚度损伤的影响。可以看出：1）在相同的地震波之后，柱端的钢筋减小了复合框架结构的刚度损伤，在相同刚度的破坏下，复合框架的塑性耗能更大;2）加固对6层“强梁弱柱”框架的影响更为显著，由于方钢管混凝土柱轴压比高，抗震能力弱，普通复合框架在峰值加速度为1g且刚度损伤小于0.5时立即失效， 而同样高轴压比的方钢管混凝土柱在钢筋下端具有较强的抗震能力，当峰值加速度为2.25g，刚度损伤为0.75时，钢筋框架失效。

a—6层和10层帧加速与峰值; b—15层和20层帧与峰值的加速;具有可塑性的 C-6 和 10 层框架能耗;D-15 层和 20 层框架消耗能量并具有可塑性。

图17 水平地震波后复合框架结构刚度损伤规律

3.5 关于框架结构类型的讨论

根据截面偏差，对复合框架结构的响应、塑性耗能、塑性铰的形成、破坏机理和震后刚度损伤分析表明：1）6层复合框架可视为“强梁弱柱”框架，10~20层复合框架可视为“强柱弱梁”框架;2）从表2所示第一层节点梁和柱的抗弯能力比可以看出，“强柱弱梁”框架的区分与节点梁柱的弯曲承载力比关系不大，而与框架梁柱的塑性耗能比有关， 图16显示，在不同强度的不同地震波作用下，框架柱塑性耗能比始终保持在75%以上的框架结构为“强梁弱柱”框架结构，其余属于“强柱弱梁”框架。3）轴压比为0.8的普通方形混凝土充填钢管柱的滞后性能较差，但在“强柱弱梁”的复合框架结构中使用时仍能抵抗一定强度的水平地震波，这表明具有梁能耗的“强柱弱梁”复合框架也可以将框架柱的能量耗散发挥到一个在一定程度上在框架梁和柱的协调作用下。4）在实际工程中，框架类型的选择首先受建筑物的功能要求的影响，再受材料类型和构件尺寸等结构设计的影响，如果符合我国第五代GB 18306-2015关于“大地震不倒塌”甚至“大地震不倒塌”的工程结构要求， 即当结构在“极端地震”的地震波作用下的刚度损伤值控制在一定范围内（如0.7~0.8）时，不必局限于“强柱弱梁”的框架。压缩的定义，钢筋或钢管在压缩较小、无拉伸屈服的一侧压缩屈服后逐渐出现的塑料铰链，在较大的一侧压缩屈服，定义为“压缩铰链”，而受拉侧钢筋或钢管在拉伸下屈服、受压侧受压屈服后逐渐出现的塑料铰链定义为“拉伸”铰链“。对于混凝土充填钢管柱，“压力铰链”相对稳定，而“拉铰”容易造成框架整层坍塌，图1所示钢筋混凝土框架的震后破坏照片也反映了这一现象。

结论

结论本文初步分析了全

尺寸高层复合框架结构在不同强度级地震波作用下的极限抗震特性，如受力与位移响应、塑性能量耗散、塑性铰链形成、破坏机理和震后刚度损伤等，主要结论如下

1）塑料铰链细化为“压铰链”和“拉铰链”，并指出“拉铰链”容易造成结构整体失效;

2）分析结果表明，柱端加固技术的“强柱”结构将提高复合结构的刚度、塑性耗能和抗塌陷性，而以拉力加固的强柱结构将提高以柱耗能为主要效应的六层框架的抗震性。

3）分析结果表明，“强梁弱柱”结构下的复合框架具有“约束梁”和“耗能柱”的特征，框架梁对框架柱有较强的约束，框架以框架柱的能耗为主，梁端仅形成“压力铰”， 而框架的能量耗散能力取决于框架柱。

4）分析结果表明，“强柱弱梁”结构下的组合框架表现为“耗能梁”和“承重柱”，框架梁对框架柱的约束较弱，框架以框架梁的能量耗散为主，使梁端首先形成“压力铰”， 而当梁端的能量耗散达到极限时，形成“拉铰链”，导致框架柱的长细比增大，导致框架加速失效，不利于充分发挥框架柱的能量耗散潜力。

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关于作者

丁传真

中南大学教授、博士生导师

长期致力于工程材料损伤比强理论、钢筋钢管柱及其结构体系极限抗震性能等领域的研究工作，培养了40多名博士、硕士研究生。主持国家重点研发项目1项，国家自然科学基金一般性项目2项，湖南省杰出青年基金1项，教育部新世纪人才工程1项，获得授权发明专利11项，发表SCI和EI论文130余篇，参与编制行业和地方标准4项， 获省部级一等奖2项。目前，兼任中国建筑金属结构协会检测鉴定加固分会常务委员，中国建筑学会建筑结构分会理事，湖南省装配式建筑工程技术研究中心副主任。

潘志成

中南大学博士研究生，从事钢筋混凝土复合结构抗震研究，发表SCI、EI、CSCD等论文6篇，主持湖南省研究生科研创新项目，并作为主要成员参与“十三五”国家重点研发计划研究。

俞志武

中南大学教授

《钢结构》编委

现任中南大学教授，中国钢结构协会钢筋混凝土结构分会副会长，中国建筑学会混凝土结构专业委员会副主任委员。长期从事土木工程教学和科研工作。在高性能混凝土结构的设计理论与应用、铁路轨道桥结构系统动力学、延时性能计算理论与改进技术等方面取得了多项创新成果。先后获得国家技术发明二等奖2项（主持）、国家科技进步二等奖3项（参与）、中国铁道学会科学技术特等奖1项、省部级科技进步一等奖5项（主持）。