楊溥 高浩捷 蔡森 黃誠

摘要：將預(yù)應(yīng)力鋼絞線與消能桿引入鋼桁架梁，利用消能桿、預(yù)應(yīng)力鋼絞線分別來消耗構(gòu)件的變形能、實現(xiàn)結(jié)構(gòu)的自復(fù)位功能，從而有效減輕結(jié)構(gòu)震后殘余變形。理論推導(dǎo)了自復(fù)位鋼桁架梁端截面對應(yīng)于其恢復(fù)力骨架曲線關(guān)鍵特征點處的彎矩和剛度值；采用有限元分析軟件OpenSees建立了鋼桁架梁的分析模型，進(jìn)行了單向和往復(fù)水平荷載下非線性分析。結(jié)果表明：對應(yīng)關(guān)鍵點處的梁端彎矩和剛度的模擬值與理論值吻合較好，往復(fù)荷載作用下分析結(jié)果驗證了該類鋼桁架梁具有很好的自復(fù)位和耗能性能。

關(guān)鍵詞：自復(fù)位；鋼桁架梁；非線性分析；殘余變形；抗震性能

中圖分類號：TU391 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A文章編號：16744764（2018）02001207

收稿日期：20170605

基金項目：國家自然科學(xué)基金（51578093）；國家重點專項（2016YFC0701602—02）

作者簡介：楊溥（1969），男，博士，教授，主要從事結(jié)構(gòu)抗震研究，Email：yangpu@cqu.edu.cn。

Received：20170605

Foundation item：National Natural Science Foundation of China （No. 51578093）： National Key research and development program（2016YFC0701602）

Author brief：Yang Pu（1969），PhD，professor， main research interest： Seismicanalysis and design of building structures，Email：yangpu@cqu.edu.cn.The analysis of stress mechanism and seismic behavior of

a new selfcentering steel truss beam

Yang Pu1a，1b，Gao Haojie1b，Cai Sen1b，Huang Cheng2

（1a. Key Laboratory of New Technology for Construction of Cities in Mountain Area， Ministry of Education；

1b. School of Civil Engineering， Chongqing University， Chongqing 400045， China；

2. China CMCU Engineering Corporation，Chongqing 400039， China）

Abstract：The posttensioned steel strand and energy dissipation bars are used to a selfcentering steel truss beam to dissipate energy and reduce effectively residual deformation of the structure， respectively. The theoretical value of moment capacity and stiffness at end of beam are deducted correspond to major points of its backbone of their hysteretic curve. The nonlinear mechanical properties of beam are analyzed by OpenSees. The result shows that the simulation results such as moment and stiffness are very consistent with theoretical analysis results， thus the effectiveness of nonlinear analytical model is proved. The nonlinear analysis results show that the steel truss beam is capable of selfcentering and energy dissipation under cyclic loading.

Keywords：selfcentering， steel truss beam； nonlinear analysis； residual deformation； seismic behavior

傳統(tǒng)的鋼框架結(jié)構(gòu)主要通過梁、柱等結(jié)構(gòu)構(gòu)件的塑性變形來耗散地震能量，震后結(jié)構(gòu)將產(chǎn)生較大的塑性殘余變形，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)難以修復(fù)甚至只能拆除重建，從而造成巨大的經(jīng)濟(jì)損失。自復(fù)位結(jié)構(gòu)是一種旨在減少或消除結(jié)構(gòu)“殘余變形”的新型結(jié)構(gòu)形式，為解決上述問題提供了一種有效的辦法。近些年，學(xué)者們對自復(fù)位構(gòu)件或結(jié)構(gòu)的研究也日益增多。

自復(fù)位鋼框架結(jié)構(gòu)最早由美國Leghigh大學(xué)的Ricles等[12]提出，基本組成構(gòu)件包括柱、鋼框架梁、預(yù)應(yīng)力鋼絞線以及角鋼等部件。Garlock等[37]通過理論研究與試驗證明了自復(fù)位鋼框架擁有良好的抗震性能，而且結(jié)構(gòu)的殘余變形很小。Ricles和等[8]Lin等[9]使用摩擦型阻尼器來代替角鋼，并設(shè)計了一棟設(shè)置了該裝置的縮尺結(jié)構(gòu)，試驗結(jié)果表明其殘余層間位移角小于0.075%，有較好的結(jié)構(gòu)抗震可恢復(fù)能力。Angelos等[10]在自復(fù)位梁柱節(jié)點的梁端腹板設(shè)置了沙漏狀的粘滯阻尼器，并對比分析了在不同地震水準(zhǔn)輸入下該類結(jié)構(gòu)的響應(yīng)規(guī)律，結(jié)果表明，即使在最大地震作用下梁和柱腳均未出現(xiàn)塑性鉸，說明此類粘滯阻尼器能有效提高結(jié)構(gòu)抗倒塌能力以及減小結(jié)構(gòu)殘余變形。

潘振華等[11]對9個自復(fù)位鋼框架足尺邊節(jié)點進(jìn)行了模擬，證明了該類節(jié)點具有很好的彈性剛度、延性和強(qiáng)度，且能達(dá)到預(yù)期的耗能性能與自復(fù)位能力目標(biāo)。宋良龍等[12]，郭彤等[13]，Song等[14]。通過數(shù)值模擬分析了腹板摩擦式自復(fù)位鋼筋混凝土框架梁柱節(jié)點中鋼絞線預(yù)應(yīng)力對節(jié)點剛度、殘余變形以及耗能的影響規(guī)律。并在此基礎(chǔ)上進(jìn)行了采用該梁柱節(jié)點的單層單跨結(jié)構(gòu)縮尺試驗，結(jié)果表明2.5%的層間位移下混凝土梁只有少量損傷，而混凝土柱則無損傷。蔡小寧等[1516]提出一種自復(fù)位鋼筋混凝土預(yù)制節(jié)點，對該節(jié)點進(jìn)行低周往復(fù)試驗，并基于OpenSees，提出了該節(jié)點的數(shù)值模擬方法。研究結(jié)果表明：該數(shù)值模擬方法結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好，精度可滿足工程需求。張艷霞等[17]，張愛林等[1819]提出了一種腹板摩擦耗能的自復(fù)位鋼框架體系，該體系能夠?qū)崿F(xiàn)在施工現(xiàn)場地面張拉預(yù)應(yīng)力鋼絞線，梁柱節(jié)點只需像傳統(tǒng)梁柱節(jié)點一樣采用栓焊混合的方法進(jìn)行連接；設(shè)計了一棟4層原型結(jié)構(gòu)，進(jìn)行了0.75倍縮尺的子結(jié)構(gòu)擬動力加載試驗，并對其進(jìn)行了數(shù)值分析及動力時程分析。

目前，雖然關(guān)于自復(fù)位梁柱節(jié)點的研究取得了不少成果，但由于自復(fù)位梁與柱之間在水平荷載作用下會產(chǎn)生縫隙，從而要求與梁相連的樓板需進(jìn)行特殊設(shè)計，這一定程度上限制了其應(yīng)用。自復(fù)位鋼桁架梁，由于直接鉸接于框架柱，且通過特殊加工使桁架梁下弦桿可以和桁架之間能有相對位移。在水平荷載下桁架與下弦桿之間出現(xiàn)縫隙，而梁柱之間不會出現(xiàn)縫隙，地震過程中柱間距保持不變，從而較好地解決了這一問題。通過理論推導(dǎo)和非線性模擬分析，研究了自復(fù)位鋼桁架梁的受力機(jī)理，考察其自復(fù)位能力、耗能以及破壞模式等抗震性能。

第2期 楊溥，等：新型自復(fù)位鋼桁架梁的受力機(jī)理及抗震性能1自復(fù)位鋼桁架梁的受力機(jī)理及力學(xué)

特性1.1自復(fù)位鋼桁架梁的受力機(jī)理

自復(fù)位鋼桁架梁的構(gòu)造如圖1a所示。其中桁架梁上弦桿鉸接于框架柱，下弦桿采用內(nèi)外套管（見圖1b）。下弦內(nèi)管兩端與柱鉸接，在外套管兩端設(shè)置只能向兩端方向移動的錨固板，在兩個錨固板之間設(shè)置預(yù)應(yīng)力筋，將內(nèi)外套管預(yù)壓在一起，作為自復(fù)位梁的“下弦桿”，在框架柱與外套管端部之間設(shè)置防屈曲消能桿，防屈曲消能桿由耗能鋼筋和外包防屈曲圓鋼套管組成。防屈曲消能桿通過連接器和構(gòu)件相連，這樣可以方便地更換消能桿。當(dāng)該框架受到向右的水平荷載時，其變形如圖1所示，上弦桿及腹桿帶動下弦外管向右移動，壓迫右側(cè)錨固板右移，而左側(cè)錨固板受內(nèi)管限制不能向右移動，于是產(chǎn)生縫隙（圖1a中Δgap），消能桿開始變形耗能，而預(yù)應(yīng)力鋼絞線的預(yù)應(yīng)力使錨固板回位，從而為桁架梁提供復(fù)位性能。

圖1自復(fù)位鋼桁架的構(gòu)造圖

Fig.1Drawing of selfcentering steel truss beam configuration1.2自復(fù)位鋼桁架梁的力學(xué)特性

自復(fù)位鋼桁架梁的力學(xué)特性除與鋼桁架梁自身相關(guān)外，還與消能桿和預(yù)應(yīng)力鋼絞線密切相關(guān)，該兩個元件的軸力位移曲線假定如圖2所示。

圖2鋼絞線和消能桿的軸力變形曲線

Fig.2Axial forcedeformation curve of fuse and PT strand鋼桁架梁、消能桿和預(yù)應(yīng)力鋼絞線組合形成自復(fù)位鋼桁架梁，在水平荷載下其彎矩比層間位移角曲線如圖3所示（其中彎矩比指構(gòu)件彎矩與消能桿屈服時對應(yīng)的彎矩之比），其受力過程可分為以下六個階段：

圖3自復(fù)位鋼桁架的彎矩比層間位移角曲線

Fig.3Moment ratiointerstory drift curve of the beam1）第1階段：該階段所有組件處于彈性狀態(tài)（圖3中AB段），外套管和內(nèi)錨固板之間沒有出現(xiàn)縫隙，內(nèi)外套管作為一個整體共同受力，鋼絞線應(yīng)力保持不變，受力特征和彈性狀態(tài)下的普通鋼桁架梁相似。

2）第2階段：該階段已出現(xiàn)縫隙但消能桿尚未屈服（圖3中BC段），加載到B點時，外套管和內(nèi)錨固板之間出現(xiàn)縫隙，鋼絞線隨之伸長而應(yīng)力增大，該階段構(gòu)件的抗側(cè)移剛度主要由消能桿提供，所以剛度有所降低，到C點時消能桿屈服。

3）第3階段：此階段內(nèi)消能桿已經(jīng)進(jìn)入屈服狀態(tài)（圖3中CD段），加載到C點時，消能桿屈服。此時消能桿不提供剛度，構(gòu)件抗側(cè)移剛度即為鋼絞線剛度，剛度再次降低。

4）第4階段：該階段為卸載段，消能桿尚未反向屈服（圖3中DE段），加載到D點時，正向加載到達(dá)最大值，消能桿處于屈服狀態(tài)。此階段內(nèi)消能桿由正向屈服開始卸載，并在鋼絞線復(fù)位力作用下最后反向屈服，該階段卸載剛度主要由消能桿提供，其剛度和BC段相同。

5）第5階段：此卸載段消能桿已經(jīng)反向屈服，但縫隙尚未完全閉合（圖3中EF段），卸載至E點，消能桿反向屈服。此時消能桿不提供剛度，其卸載剛度即為鋼絞線剛度，其剛度和CD段相同。

6）第6階段：該階段內(nèi)外套管和錨固板之間的縫隙已經(jīng)完全閉合（圖3中FG段），卸載到F點時縫隙正好閉合。內(nèi)外套管重新作為一個整體共同受力，其卸載剛度增大，最終直至卸載完成的G點。

2自復(fù)位鋼桁架梁的理論分析

2.1預(yù)應(yīng)力鋼絞線與消能桿對梁抗彎能力的貢獻(xiàn)分析

假設(shè)鋼絞線的面積為Apt，長度為Lpt，彈性模量為Ept，則鋼絞線的軸向拉伸剛度Kaxial為Kaxial=AptEptLpt（1）鋼桁架梁出現(xiàn)縫隙后，鋼絞線相應(yīng)沿軸向產(chǎn)生變形，鋼絞線變形提供的抵抗彎矩M1為M1=Kaxialδ1htruss=EptAptδ1htrussLpt（2）式中：htruss 為桁架梁的梁高，梁高為下弦桿件橫截面中心線至上弦桿件橫截面中心線的長度（見圖1b），δ1為預(yù)應(yīng)力鋼絞線的伸長值。

由于外套管通過腹桿與上弦桿連接，在水平荷載作用下，外管與內(nèi)管產(chǎn)生位移差，該值與預(yù)應(yīng)力鋼絞線的伸長值相等。于是，桁架梁截面產(chǎn)生的轉(zhuǎn)角1為1=δ1htruss（3）桁架梁抗彎剛度中由預(yù)應(yīng)力鋼絞線提供的抗彎剛度Kpt為Kpt=M11=EptApt h2trussLpt（4）同理，假設(shè)消能桿面積為Afu，彈性模量為Efu，長度為Lfu，則消能桿的軸向剛度Kfuse為Kfuse=AfuEfuLfu（5）由消能桿在鋼桁架梁內(nèi)部產(chǎn)生的抵抗彎矩M2為M2=Kfuseδ2htruss=EfuAfuδ2htrussLfu（6）式中：δ2為消能桿的軸向變形。

消能桿產(chǎn)生軸向變形δ2后，桁架梁截面產(chǎn)生的轉(zhuǎn)角2為2=δ2htruss（7）因此，消能桿對鋼桁架梁提供的抗彎剛度Kf為Kf = M2 2 = Kfuseh2truss = EfuAfuh2trussLfu（8）2.2自復(fù)位鋼桁架梁的受力特性分析

為了確保自復(fù)位鋼桁架梁的可更換性與自復(fù)位能力，在地震過程中，桁架梁的上、下弦件和腹桿均應(yīng)保持彈性。因此，根據(jù)梁的受力狀態(tài)確定其恢復(fù)力骨架曲線關(guān)鍵特征點處的梁端彎矩及剛度值，以供結(jié)構(gòu)初步設(shè)計時參考。

1）第1階段（尚未出現(xiàn)縫隙），該階段內(nèi)外套管和內(nèi)錨固板間沒有出現(xiàn)縫隙，鋼絞線沒有出現(xiàn)變形，其應(yīng)力也基本不變，受力特征和彈性狀態(tài)下的普通桁架梁相似，該階段桁架的抗彎剛度K1為K1=Ktruss（9）式中：Ktruss為桁架的彈性抗彎剛度。

設(shè)f0pt 為預(yù)應(yīng)力鋼絞線的初始應(yīng)力。當(dāng)剛好出現(xiàn)縫隙時，內(nèi)外套管間的軸力差值為F=Aptf0pt（10）此時鋼桁架梁所能承受的最大彎矩Mgap為：Mgap=Aptf0pthtruss（11）2）第2階段（已經(jīng)出現(xiàn)縫隙，消能桿尚未屈服），該階段桁架的抗側(cè)移剛度主要為預(yù)應(yīng)力筋與消能桿并聯(lián)提供，剛度K2為K2=11Ktruss+1Kpt+Kfuse（12）由于該階段預(yù)應(yīng)力筋提供的剛度遠(yuǎn)小于消能桿提供的剛度，所以認(rèn)為在此階段所增加的彎矩全部由消能桿承擔(dān)，消能桿屈服時能承受的最大彎矩Mfuse為Mfuse=Kfuseδyhtruss（13）式中：δy為消能桿屈服時的軸向變形。

因此，消能桿屈服時鋼桁架梁所能承受的最大彎矩My為My=Mgap+Mfuse=Aptf0pthtruss+Kfuseδyhtruss（14）3）第3階段（消能桿已經(jīng)屈服，鋼絞線尚未屈服），該階段鋼桁架梁的抗側(cè)移剛度主要由預(yù)應(yīng)力筋提供，此階段的剛度K3為K3=11Ktruss+1Kpt（15）鋼絞線屈服時，消能桿承擔(dān)的彎矩基本不變，鋼絞線承擔(dān)的彎矩Mypt為：Mypt=Aptfypthtruss（16）式中：fypt為預(yù)應(yīng)力鋼絞線的屈服應(yīng)力。

因此，鋼絞線屈服時鋼桁架梁所能承受的最大彎矩Mu為Mu=Mypt+Mfuse=Aptfypthtruss+Kfuseδyhtruss（17）在實際情況中，更換預(yù)應(yīng)力鋼絞線比較困難，同時為了保證自復(fù)位桁架梁的耗能和復(fù)位能力，通常不允許預(yù)應(yīng)力鋼絞線屈服，公式（17）僅為了給出鋼桁架梁的極限彎矩。對于本文的構(gòu)件，即使預(yù)應(yīng)力鋼絞線屈服，桁架梁仍具有較高的承載能力，但其復(fù)位能力將明顯下降。

3自復(fù)位鋼桁架梁的抗震性能模擬分析3.1算例概況

算例采用如圖4所示的自復(fù)位鋼桁架梁，樓層層高為3 m，桁架梁高為600 mm，桁架梁跨度為6 m?？蚣苤⑸舷孪覘U和腹桿等桿件均采用Q345鋼材，桁架梁的主要結(jié)構(gòu)參數(shù)見表1。表1桁架梁主要結(jié)構(gòu)參數(shù)

Table 1main parameters of the steel truss beam構(gòu)件

類型截面

類型截面尺寸/mm彈性模

量/MPa屈服強(qiáng)度標(biāo)

準(zhǔn)值/MPa框架柱H型500×500×20×202.06×105325上弦桿方管160×160×10腹 桿方管120×120×5內(nèi)套管方管200×200×10外套管方管250×250×6.52.06×105345

圖4自復(fù)位鋼桁架梁算例示意圖

Fig.4Analytical model of selfcentering steel truss beam預(yù)應(yīng)力筋采用7股直徑為12.7 mm、長度Lpt為4 800 mm的鋼絞線，其極限強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值fptk為1 860 MPa，初始應(yīng)力取0.4f[21]ptk，彈性模量Ept為1.95×105 MPa，截面面積Apt為886 mm2；桁架梁兩端各設(shè)置一個防屈曲消能桿，均設(shè)置于下弦外管與柱之間。每個消能桿的參數(shù)如下：采用HRB500鋼筋制成，其屈服強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值fyk為500 MPa，彈性模量Efu取2.0×105 MPa，長度Lfu為600 mm，截面面積Afu為490 mm2。

為了考察預(yù)應(yīng)力筋和防屈曲消能桿參數(shù)對自復(fù)位鋼桁架梁耗能和復(fù)位性能的影響，引入一個SC參數(shù)，其定義為預(yù)應(yīng)力筋的初始應(yīng)力對整體彎矩的貢獻(xiàn)與防屈曲消能桿屈服時對整體彎矩的貢獻(xiàn)之間的比值，即SC=MPTMfuse=f0ptApthtrussfykAfuhtruss=0.4fptkAptfykAfu（18）研究表明，當(dāng)SC參數(shù)較小（如小于1.0）時，由于預(yù)應(yīng)力筋提供的恢復(fù)力相對較小，梁的殘余變形較大，復(fù)位效果不理想。隨著SC參數(shù)的增加，構(gòu)件滯回曲線在控制殘余變形的同時，相對更加飽滿，SC參數(shù)值建議取1.0～1.5[21]。本文算例中SC為1.35。

3.2非線性分析模型

柱腳與基礎(chǔ)、桁架梁上弦桿和下弦內(nèi)桿與柱之間均采用鉸接，框架柱和梁構(gòu)件均采用基于柔度的非線性梁柱單元的纖維模型進(jìn)行模擬，下弦外管與錨固板、內(nèi)管與錨固板之間采用只受壓不受拉的零長單元（圖4中單元①、②），材料為零的彈性材料來模擬，其受壓模擬的是錨固板與內(nèi)套管兩塊鋼板之間的擠壓，受壓彈性模量取較大的數(shù)值（2.0×1010MPa）。該單元受拉時的伸長量即為縫隙寬度（圖1（a）中Δgap）。

預(yù)應(yīng)力鋼絞線采用truss單元模擬，材料為考慮初始應(yīng)力的steel01，由于預(yù)應(yīng)力鋼絞線沒有明顯的屈服極限，所以取鋼絞線卸載后的殘余變形達(dá)到02%時對應(yīng)的應(yīng)力f0.2為屈服應(yīng)力，約1 600 MPa，其恢復(fù)力曲線見圖2（b）。

在整個加載過程中，防屈曲消能桿僅沿軸向變形，并通過消能桿的塑性變形進(jìn)行耗能，所以采用truss 單元來模擬（圖4中單元③）。防屈曲消能桿在往復(fù)軸向加載過程中軸向受拉和軸向受壓時都應(yīng)具有良好的滯回性能，這里采用理想彈塑性材料來模擬。防屈曲消能桿的最大彈性軸向變形取為1.5 mm，其軸向剛度取為1.50×105 kN/m，屈服力為245 kN，其恢復(fù)力曲線見圖2a。

3.3加載制度

模擬分析時，單向和往復(fù)加載均采用位移控制模式，水平荷載施加于鋼框架柱的柱頂（見圖4水平荷載F作用點）。

單向加載時，柱頂最大位移取為240 mm（對應(yīng)的桁架的位移角為0.08 rad）；往復(fù)加載時，柱頂最大位移取為120 mm（對應(yīng)的桁架的位移角為0.04 rad）。加載的最大位移對應(yīng)的轉(zhuǎn)角超過了抗震規(guī)范規(guī)定的框架結(jié)構(gòu)的彈塑性層間位移角限值1/50（即0.02 rad） [20]?？紤]到抗震規(guī)范規(guī)定的多高層鋼結(jié)構(gòu)的彈性層間位移角限值為1/250，在往復(fù)加載時，選擇位移增量為3 000/250=12 mm。

3.4單向加載下的力學(xué)性能

單向加載下的自復(fù)位鋼桁架梁端彎矩層間位移角曲線如圖5所示（其中，彎矩為外荷載在梁端產(chǎn)生的彎矩，取水平力與層高之積，其與梁端抵抗彎矩平衡），彎矩內(nèi)外管間縫隙寬度關(guān)系曲線見圖6，而彎矩鋼絞線應(yīng)力的關(guān)系曲線見圖7，構(gòu)件剛度層間位移角的關(guān)系曲線如圖8所示。由圖可見，單向加載作用下的彎矩轉(zhuǎn)角曲線大致走向與理論分析吻合較好。圖5彎矩轉(zhuǎn)角曲線

Fig.5Momentrotation curve圖6彎矩縫隙寬度曲線

Fig.6 Momentgap width圖7彎矩鋼絞線應(yīng)力曲線

Fig.7Momentstress of PT strand圖8剛度層間位移角曲線

Fig.8The stiffnessdrift ratio表2列出了數(shù)值模擬分析結(jié)果與理論公式的計算值對比，可以看出各階段的剛度和臨界彎矩值擬合情況很好。表2特征點彎矩和剛度模擬值與理論值對比

Table 2Comparison of critical moment and stiffness

at major points between simulation and theoretical value對比變量縫隙產(chǎn)生時消能桿屈服時鋼絞線屈服時彎矩（kN·m）407.8（395.5）733.1（719.5）1174.6（1174.6）剛度/

（kN·m·rad-1）11 700（9935）85 356（80783）255 994（259632）注：括號內(nèi)的值為理論計算值。3.5往復(fù)加載下的力學(xué)性能

往復(fù)加載下的自復(fù)位鋼桁架梁的彎矩轉(zhuǎn)角曲線如圖9所示，彎矩內(nèi)外管間縫隙寬度關(guān)系曲線見圖10，彎矩和鋼絞線應(yīng)力的關(guān)系曲線如圖11所示。

圖9彎矩轉(zhuǎn)角曲線

Fig.9Momentrotation curve圖10彎矩縫隙寬度曲線

Fig.10Momentgap width圖11彎矩鋼絞線應(yīng)力曲線圖

Fig.11Momentstress of PT strand圖12彎矩轉(zhuǎn)角曲線圖

Fig.12Momentrotation curve自復(fù)位鋼桁架梁加載到最大彈性層間位移角1/250時，殘余層間位移角僅為0.66×10-4 rad，可以忽略不計，幾乎不存在殘余變形。在每一循環(huán)的卸載后，縫隙都基本完全閉合，說明在卸載時鋼絞線很好的起到了自復(fù)位的作用，使縫隙閉合。在往復(fù)加載的整個過程中，鋼絞線都沒有屈服，說明鋼絞線在地震過程中不會有斷裂的危險，能很好的保證結(jié)構(gòu)的安全性。最大層間位移角達(dá)到規(guī)范限值即1/250時的彎矩轉(zhuǎn)角曲線如圖12所示，此時只有防屈曲消能桿屈服，包括預(yù)應(yīng)力鋼絞線在內(nèi)的自復(fù)位鋼桁架梁各構(gòu)件均保持彈性狀態(tài)，能夠滿足規(guī)范要求。

4結(jié)論

提出了一種新型自復(fù)位鋼桁架梁，通過理論推導(dǎo)和有限元分析，主要得到了以下結(jié)論：

1）理論推導(dǎo)了自復(fù)位鋼桁架梁端對應(yīng)于其恢復(fù)力曲線關(guān)鍵特征點（縫隙出現(xiàn)、消能桿屈服等）處的剛度和臨界彎矩值，并與有限元模擬結(jié)果進(jìn)行了對比，驗證了本文提出的該新型自復(fù)位鋼桁架梁的非線性模擬方法的有效性。

2）通過往復(fù)加載下的分析結(jié)果，證明了自復(fù)位鋼桁架梁具有良好的耗能消能和自復(fù)位功能，地震能量主要由防屈曲消能桿的塑性軸向變形耗散，能夠達(dá)到預(yù)期的抗震性能。

參考文獻(xiàn)：

[1] RICLES J M， SAUSE R， GARLOCK M M， et al. Posttensioned seismicresistant connections for steel frames[J]. Journal of Structural Engineering， 2001， 127（2）： 113121.

[2] RICLES J M， SAUSE R， PENG S W， et al. Experimental evaluation of earthquake resistant posttensioned steel connections[J]. Journal of Structural Engineering， 2002， 128（7）： 850859.

[3] CHRISTOPOULOS C， FILIATRAULT A， UANG C M， et al. Posttensioned energy dissipating connections for momentresisting steel frames[J]. Journal of Structural Engineering， 2002， 128（9）： 11111120.

[4] GARLOCK M E M. Design， analysis， and experimental behavior of seismic resistant posttensioned steel moment resisting frames[D]. Lehigh University. 2003.

[5] GARLOCK M M， RICLES J M， SAUSE R. Experimental studies of fullscale posttensioned steel connections[J]. Journal of Structural Engineering， 2005， 131（3）： 438448.

[6] GARLOCK M M， SAUSE R， RICLES J M. Behavior and design of posttensioned steel frame systems[J]. Journal of Structural Engineering， 2007， 133（3）： 389399.

[7] GARLOCK M E M， LI J. Steel selfcentering moment frames with collector beam floor diaphragms[J]. Journal of Constructional Steel Research， 2008， 64（5）： 526538.

[8] RICLES J M， SAUSE R， LIN Y C， et al. Selfcentering moment connections for damagefree seismic response of steel MRFs[C]//Structures Congress. 2010.

[9] LIN Y C， RICLES J M， SAUSE R， et al. Earthquake simulations on a selfcentering steel moment resisting frame with web friction devices[C]//14th World Conference on Earthquake Engineering. 2008.

[10] ANGELOS S.TZIMAS， ATHANASIOS I.DIMOPOULOS， THEODOER L.KARAVASILIS. EC8based seismic design and assessment of selfcentering posttensioned steel frames with viscous dampers [J]. Journal of Constructional Steel Research， 2015， 105： 6073.

[11] 潘振華， 潘鵬， 葉列平，等. 自復(fù)位鋼框架節(jié)點有限元模擬及參數(shù)分析[J]. 建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報， 2011， 32（3）： 3542.

PAN Z H， PAN P， YE L P， et al. Modeling and parametric study of beamtocolumn connection for selfcentering steel moment frames. Journal of Building Structures. 2011， 32（3）： 3542.（in Chinese）

[12] 宋良龍， 郭彤. 下翼緣摩擦式自定心鋼框架梁柱節(jié)點抗震性能的數(shù)值模擬[J]. 防災(zāi)減災(zāi)工程學(xué)報. 2011， 31（6）： 648653.

SONG L L， GUO T. Numerical simulation of seismic performance for selfcentering steel frame beamcolumn connection with bottom flange friction devices[J]. Journal of Disaster Prevention and Mitigation Engineering. 2011， 31（6）： 648653.（in Chinese）

[13] 郭彤， 宋良龍. 腹板摩擦式自定心預(yù)應(yīng)力混凝土框架基于性能的抗震設(shè)計方法[J]. 建筑結(jié)構(gòu)學(xué)報， 2014， 35（2）： 2228.

GUO T， SONG L L， Performancebased seismic design method of selfcentering prestressed concrete frames with web friction devices[J]. Engineering Structures， 2014， 35（2）： 2228.（in Chinese）

[14] SONG L L， GUO T， GU Y， et al..Experimental study of a selfcentering prestressed concrete frame subassembly[J]. Engineering Structures， 2015， 88：176188.

[15] 蔡小寧，孟少平，孫巍巍.自復(fù)位預(yù)制框架邊節(jié)點組件受力性能試驗研究[J].工程力學(xué).2014， 31（3）： 160167.

CAI X N， MENG S P， SUN W W. Experimental study on performance of components of the exterior selfcentering posttensioned precast connections[J]. Engineering Mechanics.2014， 31（3）： 160167.（in Chinese）

[16] 蔡小寧， 孟少平. 預(yù)應(yīng)力自復(fù)位混凝土框架節(jié)點抗震性能數(shù)值模擬[J]. 工程力學(xué)， 2016， 33（3）：143151.

CAI X N， MENG S P. Numerical analysis for seismic behavior of selfcentering posttensioned column connections[J]. Engineering Mechanics 2016， 33（3）：143151.（in Chinese）

[17] 張艷霞， 葉吉健， 楊凡，等. 自復(fù)位鋼框架結(jié)構(gòu)抗震性能動力時程分析[J]. 土木工程學(xué)報， 2015，48（7）： 3040.

ZHANG Y X， YE J J， YANG F， et al. Seismic behavior timehistory analysis of integral steel selfcentering moment resisting frame[J]. China Civil Engineering Journal， 2015，48（7）： 3040.（in Chinese）

[18] 張愛林， 張艷霞， 趙微，等. 可恢復(fù)功能的裝配式預(yù)應(yīng)力鋼框架擬動力試驗研究[J]. 振動與沖擊， 2016， 35（5）：207215.

ZHANG A L， ZHANG Y X， ZHAO W， et al. Pseudo dynamic tests for a resilient prefabricated prestressed steel frame[J]. Journal of Vibration and Shock. 2016， 35（5）：207215.（in Chinese）

[19] ZHANG A L， ZHANG Y X， LI R， et al. Cyclic behavior of a prefabricated selfcentering beam–column connection with a bolted web friction device[J]. Engineering Structures， 2016：185–198.

[20] 建筑抗震設(shè)計規(guī)范：GB50011—2010[S]. 北京： 中國建筑工業(yè)出版社， 2010.

Code for seismic design of buildings：GB500112010[S]. Beijing： China Architecture & Building Press， 2010.（in Chinese）

[21] 黃誠. 一種自復(fù)位鋼桁架梁非線性模擬分析[D]. 重慶：重慶大學(xué)，2015.

HUANG C. Nonlinear simulation and analysis of selfcentering steel truss beam[D]， Chongqing University， 2015.（in Chinese）