主余震作用下頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點的抗震性能研究

俞昊然， 李維濱， 郎泰申， 鄭 鑫

(1.東南大學 混凝土及預應力混凝土結構教育部重點實驗室，南京 211189； 2.東南大學 土木工程學院，南京 211189)

為使結構能夠在一定強度的地震作用下快速恢復預定的使用功能，研究者們提出了結構抗震設計的新概念——可恢復功能抗震結構[1]?？苫謴凸δ芸拐鸾Y構是指應用自復位、搖擺、可更換或附加耗能裝置等技術，在遭受設防或罕遇水準的地震作用時，能夠保持可接受的功能且震后不需修復或稍加修復即可恢復其使用功能的結構[2]。

自復位鋼框架梁柱節(jié)點屬于典型的可恢復功能抗震結構。20世紀末，自復位鋼框架梁柱節(jié)點的概念由Garlock等[3-5]首先提出，節(jié)點形式如圖1所示。節(jié)點的梁、柱翼緣通過頂?shù)捉卿摵吐菟ㄟM行連接，預應力鋼絞線沿梁長貫穿，并在柱的外側翼緣進行錨固，通過對鋼絞線施加預應力使得節(jié)點擁有足夠的抗彎能力，并且在梁柱接觸面間產(chǎn)生摩擦力，該摩擦力與頂?shù)捉卿摴餐袚Q向剪力。試驗研究發(fā)現(xiàn)[4-5]，該梁柱節(jié)點在遭受地震作用時能夠通過預應力鋼絞線實現(xiàn)自動復位，且節(jié)點轉動時頂?shù)捉前l(fā)生塑性變形可耗散地震輸入的能量。由于震后梁、柱等主體構件不發(fā)生破壞，且受損的角鋼可拆卸、更換，這使得結構具備了損傷可控性和可修復性。基于鋼絞線提供自復位驅動力的原理，學者們隨后將研究重心集中到自復位節(jié)點耗能機制的設計研發(fā)上，分別提出了耗能軟鋼筋[6]、梁端翼緣板摩擦[7-10]、梁端腹板摩擦[11]等耗能形式。近年來，國內許多學者結合工程實踐對自復位鋼框架梁柱節(jié)點不斷改進創(chuàng)新，如針對高層建筑提出了自復位裝配式鋼框架梁柱節(jié)點[12-14]，基于常規(guī)PEC柱節(jié)點改進形成了卷邊PEC柱-鋼梁自復位摩擦耗能型節(jié)點[15]等。

圖1 Ricles和Garlock等提出的頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點Fig.1 Self-centering beam-to-column connection with top-and-seat angles proposed by Ricles and Garlock, et al

目前，對于自復位梁柱節(jié)點抗震性能的研究大多是在單次地震或單次加載的工況下進行的。然而，一次主震發(fā)生后時常還會伴隨多次余震的出現(xiàn)，余震會對建筑物造成進一步的破壞，甚至會成為導致結構倒塌的決定性因素，因此余震對結構造成的影響同樣不可忽略。自復位梁柱節(jié)點雖然具有震后殘余變形小，主體結構可免遭破壞，結構易于修復等特征，但是由主余震組合而成的地震序列一般較為密集且間隔時間短，節(jié)點中的耗能構件受到損傷后很難及時對其進行修復或更換，從而在余震作用下?lián)p傷會進一步累積，結構的抗震能力將受到影響，并且鋼絞線中預拉力的損失也會造成節(jié)點的剛度、承載力下降，因此研究自復位梁柱節(jié)點在主余震共同作用下的抗震性能具有重要的實踐意義。本文以頂?shù)捉卿撔问降淖詮臀讳摽蚣芰褐?jié)點為研究對象，采用試驗和有限元模擬方法，通過對節(jié)點進行連續(xù)的擬靜力試驗加載以研究主余震作用對其抗震性能的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設計

設計了1個足尺T形自復位梁柱節(jié)點試件，節(jié)點形式采用Garlock等提出的頂?shù)捉卿撟詮臀还?jié)點。試件由鋼柱、鋼梁、鋼絞線、角鋼、高強螺栓等構成，構件幾何尺寸如圖2所示。鋼梁采用熱軋H型鋼HM340×250×9×14，鋼柱采用熱軋H型鋼HW400×400×13×21，梁、柱長度分別為2.0 m與2.8 m。頂?shù)捉卿摬捎眯吞枮楱N200×20的等肢角鋼，在與角鋼接觸的梁、柱翼緣表面分別焊接10 mm厚的墊板，連接角鋼的螺栓采用強度為10.9級的M20高強螺栓。試件由4根1×7Ф15.2的鋼絞線為節(jié)點提供自復位回復力，每根鋼絞線的設計預拉力為80 kN，沿梁長方向通長布置，并采用單孔夾片錨具進行錨固，鋼絞線安裝時一端錨固于柱外側翼緣，另一端錨固于梁端板。

圖2 構件尺寸Fig.2 Geometric dimensions of components

1.2 材料力學性能

試件中梁、柱、角鋼均采用Q235B鋼材制成，鋼絞線的公稱抗拉強度為1 860 MPa。分別對各構件進行材料取樣，通過液壓萬能試驗機進行材性拉伸試驗，測試結果如表1所示。

表1 材性試驗結果Tab.1 Results of tensile coupon test

1.3 加載裝置與測點布置

試驗裝置與加載儀器如圖3所示。試件中鋼柱平行于地面布置并在兩端進行固定，其在水平方向上使用千斤頂和壓梁頂緊，豎直方向采用錨桿與壓板壓住，錨桿固定在地錨孔內。采用伺服作動器對節(jié)點的梁端施加低周循環(huán)荷載，伺服作動器一端固定于反力墻，另一端通過加載板和錨桿與梁端連接，使得作動器與梁端能夠均勻傳力和同步位移。在鋼梁加載點下部設置側向支撐，以防止鋼梁在試驗過程中產(chǎn)生平面外扭轉。

圖3 加載裝置Fig.3 Test set-up

在柱端設置頂桿式位移計，測量加載過程中試件產(chǎn)生的微小平動，通過計算消除系統(tǒng)誤差。在角鋼及鋼梁頂端、底部設置位移計，分別測量試驗中角鋼從柱面脫開的距離以及鋼梁頂端和底部的水平位移。分別于角鋼兩肢及節(jié)點核心區(qū)的梁柱翼緣、腹板粘貼應變片，測量試驗過程中構件的應力應變情況。在鋼梁頂部的鋼絞線端頭安裝穿心式壓力傳感器，以測量鋼絞線在加載過程中的拉力變化。

1.4 加載制度

擬靜力試驗是通過施加低周循環(huán)荷載來考察結構在地震作用下的響應，而改變加載峰值的順序、大小、次數(shù)可考察結構在不同形式地震作用下的力學性能[16-17]。本試驗通過具有兩次峰值的擬靜力加載來模擬主余震對節(jié)點的作用，即節(jié)點先經(jīng)歷一個逐級增大的循環(huán)荷載作用，將此第一階段(S1)的加載視為主震；第一階段加載后，對節(jié)點再次施加循環(huán)荷載，此時該第二階段(S2)的循環(huán)荷載可以視為余震。試驗采用梁端位移控制的加載模式，每個階段的加載位移幅值根據(jù)美國AISC 341-05[18]的要求進行設置，主余震的強度可通過加載的位移荷載幅值大小體現(xiàn)。為便于比較分析，研究時設定兩階段加載中位移荷載幅值、步幅和循環(huán)次數(shù)均相同。以最大層間位移角為3%rad的兩階段加載為例進行加載制度的說明，其加載歷程如圖4所示。每個階段中加載的層間位移角幅值逐級遞增，分別為0.375%rad，0.5%rad，0.75%rad，1%rad，1.5%rad，2%rad，3%rad，每級荷載循環(huán)兩次，前后兩階段施加的位移荷載相同。

圖4 最大層間位移角為3%rad時的加載歷程Fig.4 Loading protocol with a maximum inter-storey drift ratio of 3%rad

一般情況下自復位鋼框架結構在地震作用下的層間變形大于普通抗彎鋼框架，因此試驗加載中選取了較大的位移峰值范圍。試件共經(jīng)歷5次完整的循環(huán)荷載加載，其最大層間位移角按順序依次為1%rad，2%rad，3%rad，4%rad，5%rad，以探究不同強度的主余震作用對自復位節(jié)點抗震性能的影響。

1.5 試件修復

自復位鋼框架梁柱節(jié)點作為可恢復功能的抗震結構，具有良好的損傷可控性和可修復性，地震作用后梁柱等主體構件處于彈性狀態(tài)，塑形變形主要集中于起耗能作用的角鋼上，因此試驗中每經(jīng)過一次完整的加載需要更換一組新的角鋼。由于加載過程中角鋼與梁柱翼緣墊板之間會產(chǎn)生擠壓磨損，在安裝一組新的角鋼前，需要使用角磨機將墊板接觸面打磨平整。試驗中螺栓孔沒有產(chǎn)生明顯的塑性變形，因此無需進行擴孔或打磨處理。角鋼更換完成后，還需要對鋼絞線依次進行補張拉，使其恢復到初始預拉力水平。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象

第1次加載中，當位移荷載接近1%rad時試件的角鋼柱肢微微抬起，其余時刻角鋼與翼緣墊板貼合緊密，加載結束后角鋼未出現(xiàn)肉眼可見的塑性變形。第2次加載中，隨著位移荷載幅值逐漸增大，角鋼與柱翼緣墊板之間的脫開間隙也越來越明顯，圖5(a)為位移荷載達到2%rad時脫開的角鋼，兩個階段中角鋼柱肢的最大脫開距離分別為6.6 mm(S1)和6.7 mm(S2)，加載結束后角鋼柱肢的邊側出現(xiàn)輕微的翹曲變形。第3次加載中，角鋼與柱翼緣墊板的脫開距離明顯增加，在兩階段最大脫開距離分別為12.6 mm(S1)和13.1 mm(S2)，且第一階段加載結束后角鋼柱肢邊側出現(xiàn)翹曲變形(如圖5(b))，最大變形值為3.4 mm，第二階段加載結束后該處翹曲變形略微增大，最大變形值為4.1 mm，同時角鋼柱肢螺栓孔附近的漆面開始起皮和脫落，梁肢也出現(xiàn)輕微的塑性變形。第4次加載中，角鋼與柱翼緣墊板的最大脫開距離分別為15.0 mm(S1)和17.1 mm(S2)，兩階段的變形差值相比于前3次加載明顯增大，這表明了該次加載中第一階段產(chǎn)生了較大的初始損傷和殘余變形，進而導致在第二階段加載時角鋼柱肢脫開變形的剛度明顯降低。兩階段角鋼柱肢的翹曲殘余變形最大值分別為4.4 mm(S1)和5.0 mm(S2)，且加載結束后柱肢螺栓孔附近的漆面剝落明顯，開始出現(xiàn)大面積的鱗片狀起皮現(xiàn)象，角鋼表面磨損破壞嚴重(如圖5(c))。第5次加載中，角鋼與柱翼緣墊板的最大脫開距離分別為19.9 mm(S1)和21.9 mm(S2)，加載結束后角鋼柱肢的翹曲殘余變形達到5.8 mm(S1)和6.4 mm(S2)，將損壞的角鋼拆下，可觀察到其塑性變形已十分明顯，如圖5(d)所示。

根據(jù)應變采集數(shù)據(jù)，在整個試驗過程中梁、柱核心區(qū)的翼緣、腹板應力水平較低處于彈性階段，而塑性變形均出現(xiàn)于角鋼中，這說明頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點在主余震作用下依然具有損傷可控性。角鋼隨著位移荷載的增大其塑性發(fā)展越加充分，且由于第一階段加載中角鋼出現(xiàn)了不同程度的殘余變形和損傷，其在第二階段加載時應力水平也相應提高。

圖5 試驗中角鋼的主要特征Fig.5 Main characteristics of the angle steels in the test

2.2 滯回曲線

試件的滯回曲線如圖6所示。隨著加載次序的遞進，試件所經(jīng)歷的最大層間位移角由1%rad至5%rad逐步增大，滯回曲線變得更加飽滿。在前兩次加載中，試件的滯回曲線于中部捏縮，能夠較好地聚焦于坐標原點，這展現(xiàn)了節(jié)點良好的自復位性能；后3次加載中，試件的殘余變形逐漸增大，不過相對前兩次加載其滯回曲線更為飽滿，耗能更加充分。從第2次加載開始，兩個階段中滯回曲線的形狀區(qū)別變得明顯，具體表現(xiàn)為第2階段的曲線包絡于第1階段曲線中，形狀相對扁平，曲線包絡面積與總體彎距水平均小于第1階段。由此可知，相比于單獨主震作用的情況，主余震作用下的頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點其滯回性能有所降低，且當主震強度較大時其所受影響更為明顯。

圖6 滯回曲線Fig.6 Hysteretic curves

2.3 骨架曲線

圖7為試件的骨架曲線。各次加載中，第一階段的骨架曲線變化趨勢基本一致，每條曲線疊加呈現(xiàn)出統(tǒng)一的“S形”。同次加載中，當層間位移角相同時，第二階段的梁端彎矩絕對值均小于第一階段，且當層間位移角較小時兩者的梁端彎矩值相差較大，隨著層間位移角的增大其差值逐漸縮小，由此可推知，當經(jīng)歷了某一主震作用的頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點再次遭受余震作用時，較小的余震強度對節(jié)點抗彎能力的影響反而更大。除此之外，第二階段的骨架曲線之間也各不相同，在層間位移角相同的情況下，加載次序較大的曲線其梁端彎矩的絕對值小于加載次序小的曲線，而加載的次序正反映了試件所受主震作用的強度大小，由此可知，頂?shù)捉卿撟詮臀还?jié)點所經(jīng)歷的主震強度越大，其在某一地震強度的余震作用下承載力越小。

圖7 骨架曲線Fig.7 Skeleton curves

表2 節(jié)點力學性能Tab.2 Mechanical properties of connection

2.4 殘余變形

殘余變形是指地震作用后結構中不可恢復的變形，如果震后結構的殘余變形過大，會導致建筑無法修復。對于頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點而言，主體梁、柱構件在地震作用下可基本保持彈性，而角鋼作為金屬耗能構件發(fā)生屈服后會產(chǎn)生塑性變形，并且鋼絞線中不可避免會出現(xiàn)預應力損失進而導致節(jié)點的自復位驅動力降低及自復位性能減弱，這些情況是整體結構最終產(chǎn)生殘余變形的主要原因。

圖8為各次加載結束后試件的殘余層間位移角，其中橫坐標為最大層間位移角，對應各次加載中的位移荷載幅值。由圖8可知，隨著試件所經(jīng)歷的最大層間位移角逐漸增加，其殘余層間位移角快速增大。當最大層間位移角不大于2%rad時，節(jié)點在兩階段的殘余層間位移角幾乎相同；而當最大層間位移角分別達到3%rad，4%rad，5%rad時，第二階段的殘余層間位移角相對第一階段的增幅依次為47.6%，27.1%和10.6%，可知第二階段的殘余變形有所增大，不過此增幅與最大層間位移角之間的關系并不呈現(xiàn)單調遞增的規(guī)律，這是因為余震或二次加載使得結構產(chǎn)生了額外的附加損傷，結構偏離加載的初始位置而在新的平衡位置處于穩(wěn)定狀態(tài)，因此殘余變形變化的方向不具備規(guī)律性，這也與文獻[19]中的結論相似。

已有研究結果[20]表明，當震后結構中的殘余層間位移角超過0.5%rad時，從經(jīng)濟和技術的角度分析，該結構已失去修繕價值。參考上述結論對圖8中的曲線插值計算可推知，當試件節(jié)點在單獨主震作用的情況下，其最大層間位移角達到3.31%rad時對應的殘余變形為0.5%rad，結構因此失去修復價值；若考慮主余震共同作用，其在經(jīng)歷余震時最大層間位移角為2.99%rad便會導致修復工作難以進行，相比單獨主震作用其可承受的層間位移角峰值降低了10.7%，這說明當評判該自復位結構體系在震后的可修復性時有必要考慮主余震組合作用的影響。

圖8 殘余層間位移角與最大層間位移角的關系Fig.8 Relation between the maximum residual inter-storey drift ratio and the maximum inter-storey drift ratio

2.5 耗能能力

圖9反映了試件的耗能隨最大層間位移角變化的趨勢。試件在第一階段的耗能均大于第二階段，且隨著最大層間位移角的增大，兩者的耗能相差逐漸變大，第二階段的耗能減少程度由第1次加載時的9.7%逐漸提高至第5次加載時的31.9%，由此可見主余震作用對頂?shù)捉卿撟詮臀还?jié)點的耗能能力影響突出，尤其當主震強度較大時，節(jié)點在余震作用下的耗能能力降低較為明顯。

圖9 耗能與最大層間位移角的關系Fig.9 Relation between the energy dissipation and the maximum inter-storey drift ratio

2.6 鋼絞線拉力

由于鋼絞線布置具有明顯的對稱性，遂僅選取一根鋼絞線對其拉力變化進行分析，圖10為各次加載過程中鋼絞線拉力與梁端彎矩的關系圖。隨著加載次序的遞進和最大位移荷載的增大，鋼絞線拉力變化的范圍不斷擴大，并明顯體現(xiàn)出關于加載方向的不對稱性。

圖11反映了鋼絞線的最大拉力與最大層間位移角的關系。兩階段的鋼絞線最大拉力隨著最大層間位移角的增大而持續(xù)增大，且第二階段的最大拉力均小于第一階段，但減小程度相對較小，最大不超過4.2%。

圖10 鋼絞線拉力Fig.10 Tension of strands

圖11 鋼絞線最大拉力與最大層間位移角的關系Fig.11 Relation between the maximum tension of the strand and the maximum inter-storey drift ratio

3 有限元模擬

3.1 建模方法

采用ABAQUS軟件建立頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點的有限元模型。鋼材屬性的定義采用遵循Von Mises屈服準則的雙線性隨動強化模型，材料參數(shù)見表1，泊松比取0.3。鋼絞線采用兩節(jié)點空間桁架單元T3D2進行模擬，其他構件如梁、柱、角鋼等均采用八節(jié)點六面體線性減縮積分單元C3D8R模擬。網(wǎng)格劃分采用結構劃分法，單元形狀選擇六面體。端板與梁加載端、加勁肋與鋼柱、墊板與梁柱翼緣之間的連接均為焊接，有限元中通過tie連接進行模擬。構件之間的接觸關系需要定義切向行為和法向行為，其中法向行為設置為hard contact，切向行為中的摩擦因數(shù)設置為0.35。為模擬錨具對鋼絞線的約束作用，在鋼柱翼緣與梁端板的錨固位置劃分出一個與錨具尺寸相同的區(qū)域，并建立鋼絞線端點和此區(qū)域的耦合約束。約束鋼柱兩端所有的平移和轉動自由度，并限制梁端平面外位移以模擬側向支撐的作用。螺栓預緊力采用荷載模塊中的bolt load功能進行模擬，對鋼絞線施加預應力則采用等效降溫法，該方法依據(jù)的公式如下

P=αEAΔT

(1)

式中:P為需要施加的預拉力值；α為鋼絞線的熱膨脹系數(shù)，取1.35×10-5；E為鋼絞線的彈性模量，根據(jù)試驗取2.0×105MPa；A為鋼絞線束的截面積，取140 mm2；ΔT為溫度降低值。

3.2 模擬結果及分析

根據(jù)試驗加載歷程，對有限元模型的梁端施加循環(huán)荷載，由于篇幅所限，以最大位移荷載為0.03 rad的加載為例，給出節(jié)點的有限元模擬結果(見圖12)。圖12(a)反映了節(jié)點在第二階段最大位移轉角時的受力變形，可見梁柱主體結構處于彈性狀態(tài)，塑型變形集中于角鋼上，從而驗證了頂?shù)捉卿撟詮臀还?jié)點具有損傷可控性的特征，此時受拉側的角鋼如圖12(b)所示，角鋼柱肢脫開柱面墊板，并于楞線附近及柱肢螺栓孔區(qū)域發(fā)生屈服，待加載結束后，角鋼柱肢邊側發(fā)生了與試驗現(xiàn)象相同的翹曲塑性變形，且角鋼楞線附近區(qū)域出現(xiàn)明顯的殘余應力，如圖12(c)所示。將有限元模擬得到的節(jié)點滯回曲線與試驗結果進行對比(見圖13)，兩者的滯回曲線能夠較好吻合，兩階段的最大承載力誤差分別為5.2%(S1)和2.0%(S2)，初始轉動剛度誤差為8.2%(S1)和8.8%(S2)，以上誤差相對較小，由此可判定該有限元模型能夠較為準確地反映節(jié)點在兩階段加載下的滯回性能特征。

圖12 最大位移荷載為3%rad時節(jié)點的有限元模擬結果Fig.12 Results of finite element simulation with a maximum inter-storey drift ratio of 3%rad

頂?shù)捉卿摪雱傂粤褐?jié)點具有延性好、耗能優(yōu)、施工方便等特點，在工程實踐中應用較為廣泛[21]。建立頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點的有限元模型，各部分構件的材料、尺寸與自復位節(jié)點相同，并對其施加相同的位移循環(huán)荷載，提取滯回曲線結果與自復位節(jié)點進行比較，對比結果見圖13，可知頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點的滯回曲線較為扁平，承載力相對較低，且殘余變形較大。表3總結對比了兩種節(jié)點在兩階段加載下的各項性能參數(shù)，由于預應力鋼絞線的存在，自復位節(jié)點的殘余變形總體較小，并且其梁端最大彎矩、初始轉動剛度、耗能能力均大于頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點。第二階段的加載對兩種節(jié)點的承載力影響均較小，兩種節(jié)點的梁端最大彎矩降低均為3%左右，而自復位節(jié)點和頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點在第二階段的初始轉動剛度則大幅下降，分別降低了41.1%和69.6%，其中自復位節(jié)點的剛度下降相對較小，這是因為自復位節(jié)點中預應力鋼絞線為節(jié)點提供了較大的初始剛度。對比兩種節(jié)點的殘余變形，頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點雖然由于殘余變形的方向無規(guī)律性而使得其在第二階段加載后略有減小，但總體上遠大于自復位節(jié)點。自復位節(jié)點與頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點在第二階段加載中耗能分別下降了23.2%和27.7%，降低程度相差不大，這是因為兩種節(jié)點的耗能方式均是通過角鋼塑性變形進行耗能，且角鋼尺寸、布置方式均相同，角鋼受損后其耗能能力下降程度相似。由上述分析可知，相對于頂?shù)捉卿摪雱傂怨?jié)點，自復位節(jié)點不僅具有自動復位的優(yōu)勢，其在單獨主震的作用下抗震性能也相對較好，并且其在余震作用下的抗震能力削弱程度也相對略小。

圖13 有限元模擬得到的滯回曲線對比Fig.13 Comparison of the hysteresis curves obtained by finite element simulation

表3 兩種節(jié)點抗震性能有限元模擬結果對比Tab.3 Comparison between the seismic performance results of the two connections in finite element simulation

4 結 論

(1)通過試驗與有限元模擬，對頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點進行連續(xù)的擬靜力加載以模擬節(jié)點經(jīng)歷主余震作用，結果表明該自復位節(jié)點的梁、柱主體構件在整個加載過程中始終處于彈性狀態(tài)，塑性變形集中于耗能構件角鋼中，這說明頂?shù)捉卿撟詮臀讳摽蚣芰褐?jié)點在主余震共同作用下依然具有損傷可控性。

(2)相比于單獨主震作用的情況，主余震作用降低了頂?shù)捉卿撟詮臀涣褐?jié)點的滯回性能，其中節(jié)點的耗能能力、初始轉動剛度降低明顯。對于承載力而言，節(jié)點所經(jīng)歷的主震強度越大，其在某一強度的余震作用下承載力越小。余震作用下結構的殘余變形也許會增加，當?shù)貐^(qū)內抗震設防烈度較大時有必要考慮主余震作用對自復位框架結構體系可修復性的影響。

(3)與頂?shù)捉卿摪雱傂粤褐?jié)點相比，頂?shù)捉卿撟詮臀还?jié)點不僅具有自動復位的優(yōu)勢，其在單獨主震的作用下抗震性能也相對較好，不僅如此，其在余震作用下的抗震能力削弱程度也相對較小。

Vol．41 No．12 2022