薛建陽(yáng)　馬林林　隋龑　 董金爽

摘要： 為研究傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)的破壞特征及抗震性能，進(jìn)行了2個(gè)節(jié)點(diǎn)試件的動(dòng)力循環(huán)加載試驗(yàn)，包括一個(gè)典型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)和一個(gè)單梁?柱節(jié)點(diǎn)。觀察了節(jié)點(diǎn)試件的受力過(guò)程及破壞特征，研究了試件的荷載?位移滯回曲線、骨架曲線、承載能力、剛度及承載力退化、延性和耗能能力，并對(duì)其破壞模式進(jìn)行了分析。研究結(jié)果表明：相對(duì)于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)承載力和剛度較高，其耗能能力和位移延性略小于單梁?柱節(jié)點(diǎn);兩者剛度退化規(guī)律基本一致。總體上，傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱試件的變形及耗能能力較強(qiáng)，抗震性能良好。在試驗(yàn)研究的基礎(chǔ)上，利用ABAQUS軟件對(duì)傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行了非線性數(shù)值模擬，研究了軸壓比、混凝土強(qiáng)度、上下梁間距等參數(shù)對(duì)其力學(xué)性能的影響。結(jié)果表明：隨混凝土強(qiáng)度和上下梁間距的增大，試件的承載力隨之提高;隨軸壓比增大，試件的承載力有一定提高，但延性降低;隨混凝土強(qiáng)度的提高，延性逐漸降低。

關(guān)鍵詞： 傳統(tǒng)風(fēng)格建筑; 雙梁?柱節(jié)點(diǎn); 抗震性能; 動(dòng)力循環(huán)加載; 破壞模式

中圖分類(lèi)號(hào)： TU398; TU311.3??? 文獻(xiàn)標(biāo)志碼： A??? 文章編號(hào)： 1004-4523（2021）01-0038-10

DOI：10.16385/j.cnki.issn.1004-4523.2021.01.005

1? 概? 述

混凝土具有防腐、防火、耐久性好和節(jié)省后期維修費(fèi)用等優(yōu)點(diǎn)，以及良好的可塑性，使其成為傳統(tǒng)風(fēng)格建筑（又稱(chēng)仿古建筑）的主要建筑材料^[1]。

傳統(tǒng)風(fēng)格建筑中，屋蓋集中了結(jié)構(gòu)的大部分重量，采用梭柱時(shí)，柱截面尺寸存在收分，使得柱上部分軸壓比較大，結(jié)構(gòu)抗震性能下降，限制了結(jié)構(gòu)在抗震設(shè)防要求較高地區(qū)的使用^[2]。目前，國(guó)內(nèi)外對(duì)普通框架結(jié)構(gòu)梁?柱節(jié)點(diǎn)研究較全面^[3?5]，而對(duì)傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)（如圖1所示）的研究較少，且現(xiàn)行規(guī)范未對(duì)此類(lèi)構(gòu)件做出相關(guān)規(guī)定。薛建陽(yáng)等^[6?7]進(jìn)行了傳統(tǒng)風(fēng)格鋼結(jié)構(gòu)梁?柱節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)研究;謝啟芳等^[8]進(jìn)行了4個(gè)傳統(tǒng)風(fēng)格建筑鋼筋混凝土梁?柱節(jié)點(diǎn)擬靜力試驗(yàn)，得出如果按常規(guī)梁?柱節(jié)點(diǎn)設(shè)計(jì)，該類(lèi)節(jié)點(diǎn)很難滿足結(jié)構(gòu)抗震設(shè)防要求的結(jié)論。此外，梁柱節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)多采用擬靜力加載制度，與地震作用下結(jié)構(gòu)的實(shí)際受力狀況存在較大差別，如何獲得地震作用下傳統(tǒng)風(fēng)格建筑雙梁?柱節(jié)點(diǎn)更真實(shí)的受力狀況及力學(xué)性能，是當(dāng)前傳統(tǒng)風(fēng)格建筑亟需解決的關(guān)鍵問(wèn)題之一。

鑒于此，本文對(duì)1個(gè)典型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)進(jìn)行動(dòng)力循環(huán)加載下的試驗(yàn)研究。為了對(duì)比，同時(shí)設(shè)計(jì)了1個(gè)混凝土單梁?柱節(jié)點(diǎn)試件，試件的上柱均為鋼管混凝土柱，對(duì)其破壞模式及抗震性能進(jìn)行了對(duì)比分析。

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

由西安某景區(qū)殿堂式傳統(tǒng)風(fēng)格建筑工程實(shí)例，并按清工部《工程做法則例》^[9]中材份制規(guī)定，選取水平荷載作用下梁、柱反彎點(diǎn)間的部分，設(shè)計(jì)了2個(gè)縮尺比為1∶2的混凝土梁?柱節(jié)點(diǎn)，包括1個(gè)典型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件DLJ和1個(gè)單梁?柱節(jié)點(diǎn)對(duì)比試件SLJ。為便于對(duì)比研究，雙梁?柱節(jié)點(diǎn)上梁及柱尺寸（如圖2所示）與單梁?柱節(jié)點(diǎn)梁柱尺寸（如圖3所示）相同。試件采用C40商品混凝土，澆筑時(shí)，預(yù)留邊長(zhǎng)為150 mm的標(biāo)準(zhǔn)立方體試塊，并與試件同條件養(yǎng)護(hù)，實(shí)測(cè)其抗壓強(qiáng)度平均值為58.2 MPa。試件設(shè)計(jì)軸壓比n=0.25。鋼材材性指標(biāo)如表1所示。

為便于敘述，規(guī)定試件上柱為柱子在上梁頂部以上部分，下柱為柱子在下梁底部以下部分。試件上柱為方鋼管混凝土柱，方鋼管尺寸為160 mm×5.5 mm，下柱及梁均采用普通鋼筋混凝土，上、下梁中的縱筋均貫穿方鋼管，在梁柱節(jié)點(diǎn)區(qū)均設(shè)有圓形箍筋，上柱方鋼管自上梁頂面向下延伸840 mm，且四周均焊有抗剪栓釘。

2.2 加載方案

試驗(yàn)加載裝置如圖4所示，采用柱端加載方式，首先由1000 kN油壓千斤頂在柱頂施加豎向荷載至設(shè)計(jì)值，然后采用500 kN電液伺服作動(dòng)器在柱端施加動(dòng)態(tài)水平往復(fù)荷載，作動(dòng)器量程為±250 mm。千斤頂與反力梁之間設(shè)置滾輪，保證千斤頂能夠隨柱頂實(shí)時(shí)水平移動(dòng)。試驗(yàn)時(shí)，在雙梁之間安裝雙梁連接器，保證上、下梁能夠在水平方向移動(dòng)且保持相同的豎向距離，以保證上、下梁之間不產(chǎn)生彎矩和剪力，僅傳遞豎向力，如圖4（b）所示。

試件加載結(jié)束的標(biāo)志為：當(dāng)試件的側(cè)向變形過(guò)大不能繼續(xù)承載，或水平荷載下降到峰值荷載的85%。

2.3 加載制度

為了更真實(shí)可靠地模擬地震作用，試驗(yàn)采用動(dòng)力加載制度，通過(guò)MTS793電液伺服程控結(jié)構(gòu)試驗(yàn)系統(tǒng)輸入正弦波荷載以便更好研究動(dòng)態(tài)循環(huán)荷載作用下試件的力學(xué)性能。正弦波振幅及頻率由《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》（GB50011?2010）及《中國(guó)地震烈度表》（GB/T 17742?2008）^[10]確定。

不同的峰值加速度對(duì)應(yīng)不同的地震烈度，根據(jù)輸入正弦波峰值加速度的不同，本次加載共分為10個(gè)工況，試驗(yàn)中采用的動(dòng)力加載制度如表2所示。

2.4 量測(cè)方案

為考察梁端塑性鉸區(qū)域、節(jié)點(diǎn)核心區(qū)的承載力及變形，在相應(yīng)位置處鋼筋上預(yù)埋應(yīng)變片。試驗(yàn)數(shù)據(jù)均由8通道DC?104R動(dòng)態(tài)應(yīng)變數(shù)據(jù)采集儀實(shí)時(shí)采集記錄。應(yīng)變片布置如圖5和6所示。

3 試驗(yàn)過(guò)程及破壞形態(tài)

兩試件破壞過(guò)程基本類(lèi)似，大致分為4個(gè)階段。

（1）試件DLJ破壞過(guò)程

①在控制位移達(dá)到27 mm前，荷載?位移曲線呈線性關(guān)系，說(shuō)明試件基本在彈性范圍內(nèi)工作;②隨著加載的繼續(xù)，控制位移達(dá)到40 mm時(shí)，試件剛度出現(xiàn)明顯退化，上梁梁端塑性鉸區(qū)域已出現(xiàn)明顯裂縫，梁端塑性鉸區(qū)域應(yīng)變片大部分超過(guò)了材料的屈服應(yīng)變，同時(shí)試件荷載?位移曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)，表明試件達(dá)到屈服，進(jìn)入彈塑性工作階段;③繼續(xù)加載至荷載分別達(dá)到正向、負(fù)向極限荷載，試件梁端塑性鉸區(qū)域混凝土出現(xiàn)明顯剝落現(xiàn)象，上梁梁端混凝土剝落嚴(yán)重，控制位移達(dá)到77 mm時(shí)，加載過(guò)程中伴有混凝土壓漬和剝落;④隨著荷載的繼續(xù)增加，上梁梁端混凝土已大部分剝落，下梁梁端混凝土雖有剝落，但程度輕于上梁梁端，上梁梁端與柱相接處最終形成塑性鉸，此時(shí)試件轉(zhuǎn)角為1/40，當(dāng)轉(zhuǎn)角達(dá)到1/38時(shí)，下梁梁端與柱相交處形成塑性鉸。

試件的最終破壞形態(tài)如圖7所示。

（2）試件SLJ破壞過(guò)程

①當(dāng)加載至控制位移達(dá)到15 mm前，荷載?位移曲線基本呈線性關(guān)系，試件在彈性范圍內(nèi)工作;②隨著加載的繼續(xù)，控制位移達(dá)到40 mm時(shí)，構(gòu)件剛度出現(xiàn)明顯退化，梁端塑性鉸區(qū)域應(yīng)變片均超過(guò)了材料的屈服應(yīng)變，同時(shí)試件荷載?位移曲線出現(xiàn)明顯拐點(diǎn)，表明試件達(dá)到屈服，進(jìn)入彈塑性階段;③繼續(xù)加載至荷載分別達(dá)到正向、負(fù)向極限荷載，試件梁端塑性鉸區(qū)域混凝土破壞嚴(yán)重，加載過(guò)程中伴有混凝土剝落;④繼續(xù)加載，梁端混凝土剝落更加嚴(yán)重，梁端形成塑性鉸。

綜上所述，可知：

1）DLJ及SLJ試件在加載過(guò)程中，隨著荷載的不斷增大，試件均出現(xiàn)不同程度的裂縫開(kāi)展及混凝土剝落現(xiàn)象，導(dǎo)致其剛度及強(qiáng)度退化;

2）臨近破壞時(shí)，梁端均形成塑性鉸，試件幾乎不能再消耗外荷載作用下產(chǎn)生的能量，承載力降低較為明顯。

4 主要試驗(yàn)結(jié)果及分析

4.1 應(yīng)變分析

4.1.1 DLJ應(yīng)變分析

選取應(yīng)變片測(cè)點(diǎn)2、測(cè)點(diǎn)3、測(cè)點(diǎn)8進(jìn)行應(yīng)變分析。各測(cè)點(diǎn)荷載?應(yīng)變曲線如圖8所示。由圖8（a）可知，試件DLJ測(cè)點(diǎn)3在控制位移為27 mm時(shí)最大應(yīng)變值為920 με，明顯小于屈服應(yīng)變，表明上梁梁端尚未達(dá)到屈服;隨著加載的繼續(xù)，控制位移為65 mm時(shí)，測(cè)點(diǎn)3最大應(yīng)變值達(dá)到2200 με，超過(guò)材料的屈服值，表明上梁梁端區(qū)域進(jìn)入到彈塑性工作階段，試件卸載后存在殘余變形。

試件DLJ測(cè)點(diǎn)8在控制位移為27 mm時(shí)最大應(yīng)變值為1400 με，接近材料屈服應(yīng)變值，表明此工況時(shí)下梁處于彈性工作階段的末期;加載至控制位移為77 mm時(shí)，最大應(yīng)變值達(dá)到12300 με，遠(yuǎn)遠(yuǎn)超過(guò)材料屈服應(yīng)變值，說(shuō)明此時(shí)下梁已處于塑性工作階段末期，結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象，此時(shí)下梁梁端形成塑性鉸，上梁梁端破壞相對(duì)嚴(yán)重。

試件DLJ測(cè)點(diǎn)2位于柱核心區(qū)位置，由圖8（e）可知，控制位移為77 mm時(shí)，箍筋應(yīng)變值最大為610 με，遠(yuǎn)小于鋼材的屈服應(yīng)變，表明該位置截面仍處于彈性工作階段;柱核心區(qū)上下梁之間的側(cè)面部位有少量混凝土擠壓剝落，但剝落范圍較小，也未見(jiàn)柱中箍筋裸露，說(shuō)明試件滿足設(shè)計(jì)要求，其破壞是由于梁端形成塑性鉸所造成的。

4.1.2 SLJ應(yīng)變分析

SLJ節(jié)點(diǎn)試件梁端裂縫最先出現(xiàn)，受力較大，核心區(qū)為受剪區(qū)域，選取梁端塑性鉸區(qū)域應(yīng)變片7及核心區(qū)應(yīng)變片1進(jìn)行應(yīng)變分析。各測(cè)點(diǎn)荷載?應(yīng)變曲線如圖9所示。

試件SLJ測(cè)點(diǎn)7在控制位移為40 mm時(shí)最大應(yīng)變值為2400 με，超過(guò)材料的屈服應(yīng)變，表明該處已進(jìn)入到彈塑性工作階段。隨著加載繼續(xù)，該部位應(yīng)變迅速增大，最大應(yīng)變值達(dá)到11600 με，遠(yuǎn)超過(guò)材料的屈服應(yīng)變，此時(shí)，試件該位置處部分混凝土剝落，裂縫寬度約為3 mm，梁端上頂面可見(jiàn)鋼筋，而下表面未見(jiàn)鋼筋裸露，說(shuō)明該位置進(jìn)入塑性階段。

SLJ節(jié)點(diǎn)試件測(cè)點(diǎn)1位于柱核心區(qū)位置，由圖9（c）可知，控制位移為77 mm時(shí)，箍筋應(yīng)變值最大為2000 με，達(dá)到材料的屈服應(yīng)變值，試件破壞位置在梁端塑性鉸區(qū)域，結(jié)合試驗(yàn)過(guò)程中觀察到的試件破壞現(xiàn)象，最終判斷破壞類(lèi)型為梁鉸破壞機(jī)制。

4.2 試件水平荷載-位移曲線

取各試件各工況下第一圈滯回曲線疊加，可得其水平荷載?位移滯回曲線。如圖10所示，圖中P為柱頂水平荷載，Δ為相應(yīng)的柱頂水平位移。

試件P?Δ曲線為鋸齒狀，主要是受加載方式及加載設(shè)備的影響：一方面是受試驗(yàn)采用動(dòng)力加載方式的影響，MTS位移采集系統(tǒng)不能平穩(wěn)的采集數(shù)據(jù);另一方面是由于在快速加載過(guò)程中，MTS加載設(shè)備在送油及回油過(guò)程不能保證速率固定。雖然試件P?Δ曲線呈現(xiàn)一定的鋸齒狀，但仍能客觀地反映試件的力學(xué)特征。

由圖10可知：

（1）試件P?Δ曲線較為飽滿，存在一定的“捏攏”現(xiàn)象，這是由于鋼筋與混凝土之間黏結(jié)滑移及試件安裝時(shí)存在少量空隙等所導(dǎo)致。試件最終破壞類(lèi)型為梁鉸破壞，耗能能力得以充分發(fā)揮。

（2）加載初期，各試件柱端水平荷載與位移基本呈線性關(guān)系，試件處于彈性工作階段，滯回環(huán)所包圍的面積較小，卸載后幾乎無(wú)殘余變形，且剛度退化不明顯，試件裂縫數(shù)量較少，寬度較細(xì)。

（3）隨著加載的繼續(xù)，試件進(jìn)入彈塑性工作階段，滯回環(huán)所包圍的面積逐漸增大，同時(shí)滯回環(huán)逐漸向位移軸傾斜，初始斜率逐漸變小，試件剛度及強(qiáng)度逐漸退化，這是由于試件損傷累積導(dǎo)致。

4.3 試件水平荷載-位移骨架曲線

各試件骨架曲線如圖11所示。由圖11可知：

（1）荷載較小時(shí)，荷載?位移曲線基本呈線性關(guān)系，試件基本處于彈性工作階段;隨著荷載的增大及損傷累積，荷載?位移曲線表現(xiàn)出明顯的非線性，出現(xiàn)了明顯的拐點(diǎn)，剛度及強(qiáng)度開(kāi)始退化，荷載增長(zhǎng)滯后于變形的增長(zhǎng)。

（2）對(duì)比SLJ及DLJ可知，雙梁?柱節(jié)點(diǎn)在加載初期剛度略大于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，說(shuō)明雙梁?柱節(jié)點(diǎn)下梁的存在提高了試件的剛度;屈服后，SLJ很快達(dá)到極限荷載，但骨架曲線下降段更為平緩，在加載后期能夠保持較高的承載力。

（3）對(duì)比兩試件的骨架曲線，在彈塑性階段，試件DLJ骨架曲線斜率較大，具有更大的側(cè)移剛度，其峰值荷載明顯大于試件SLJ。兩者骨架曲線下降段差別較大，這是由于試件DLJ為雙梁?柱節(jié)點(diǎn)，雙梁對(duì)節(jié)點(diǎn)區(qū)均有約束，節(jié)點(diǎn)區(qū)域明顯大于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，提高了試件的承載力，但在加載后期，下梁的存在導(dǎo)致上下梁變形不協(xié)調(diào)，內(nèi)力分布不均勻，極限承載力后，承載力下降較快。

4.4 試件承載力及延性分析

采用“Park法”^[11]確定試件的屈服點(diǎn)。破壞荷載取試件骨架曲線中荷載下降到85%峰值荷載時(shí)所對(duì)應(yīng)荷載值。試驗(yàn)中各試件相應(yīng)特征點(diǎn)的試驗(yàn)值如表3所示，采用位移延性系數(shù)μ=Δ_u/Δ_y衡量試件變形能力。

由表3可知：

（1）試件DLJ的屈服、極限和破壞荷載均高于對(duì)比試件SLJ，這是由于DLJ雙梁?柱節(jié)點(diǎn)中的下梁可分擔(dān)一部分荷載。試件DLJ屈服荷載約為試件SLJ的1.36倍，極限荷載約為SLJ試件的1.47倍，說(shuō)明雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件的承載力顯著提高。

（2）雙梁?柱節(jié)點(diǎn)的位移延性系數(shù)為2.66，相比單梁?柱節(jié)點(diǎn)降低約18.1%，這是由于雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件中下梁的存在導(dǎo)致其內(nèi)力分布不均勻，使得試件在極限荷載之后荷載下降較快。

4.5 試件耗能分析

試件的耗能能力通過(guò)等效黏滯阻尼系數(shù)h_e來(lái)反映。試件在各階段的等效黏滯阻尼系數(shù)如表4所示。表中J?1至J?4為文獻(xiàn)[8]中試件的等效黏滯阻尼系數(shù)。

由表4可知，上柱加強(qiáng)型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件在各個(gè)特征點(diǎn)的等效黏滯阻尼系數(shù)略低于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，但高于普通傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)，說(shuō)明上柱加強(qiáng)型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)耗能能力較強(qiáng)，其抗震性能優(yōu)越。

對(duì)試件滯回環(huán)所圍成的面積進(jìn)行計(jì)算，如圖12所示。

由圖12并結(jié)合表3?4知：

（1）屈服前，各試件滯回耗能較小，表明在外荷載較小時(shí)，滯回曲線基本呈線性，幾乎不存在殘余變形，試件耗能主要以可恢復(fù)的彈性應(yīng)變能為主。

（2）隨著荷載的增大，試件由彈性階段逐漸進(jìn)入彈塑性階段，試件耗能由彈性應(yīng)變能為主向塑性變形轉(zhuǎn)變，且彈性應(yīng)變能在結(jié)構(gòu)總耗能中所占比例也不斷減小。

（3）滯回耗能曲線中每個(gè)“臺(tái)階”均由3個(gè)數(shù)據(jù)點(diǎn)組成，第3個(gè)滯回環(huán)耗能較第一個(gè)滯回環(huán)小，說(shuō)明在同級(jí)位移下，試件強(qiáng)度逐步退化，其耗能能力也隨之降低。

4.6 剛度退化分析

割線剛度取每一加載位移下割線剛度的平均值，割線剛度按下式計(jì)算

式中P_i為第i次循環(huán)峰值點(diǎn)的荷載;Δ_i為第i次循環(huán)峰值點(diǎn)的位移。計(jì)算結(jié)果如圖13所示。

由圖13可知：

（1）試件剛度隨著加載位移的增大而逐步退化，剛度退化的根本原因是試件彈塑性性質(zhì)和損傷累積，對(duì)混凝土結(jié)構(gòu)梁?柱節(jié)點(diǎn)而言，這種損傷主要表現(xiàn)為鋼筋的屈服、混凝土裂縫的開(kāi)展及縫寬的增大、貫通裂縫的形成以及混凝土剝落等。

（2）傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)剛度大于單梁?柱試件，這是由于雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件下梁的存在提高了試件的整體剛度和承載力;兩者退化曲線幾乎平行，表明兩者退化速率大致相等。

（3）加載后期，試件剛度退化速率減緩，這是由于達(dá)到極限承載力后，試件不再有新裂縫出現(xiàn)，且鋼筋已大部分達(dá)到屈服。

4.7 承載力衰減分析

各試件在動(dòng)態(tài)循環(huán)荷載和豎向荷載的共同作用下，承載力不斷退化，采用承載力退化系數(shù)λ_i（各級(jí)荷載與極限承載力之比）來(lái)表征試件的承載力退化。各試件的λ_i?Δ/Δ_y曲線如圖14所示。

由圖14可知：

（1）試件達(dá)到極限承載力前，各試件在同級(jí)正負(fù)向加載過(guò)程中，承載力退化并不明顯。這是由于在試件屈服前，試件基本處在彈性階段，損傷較小。

（2）試件達(dá)到極限承載力后，隨著水平荷載和循環(huán)次數(shù)的增加，其承載力退化明顯，且總體上呈加快的趨勢(shì)。這主要是混凝土嚴(yán)重剝落、鋼筋屈服及試件損傷累積造成的。

（3）加載后期，上柱加強(qiáng)型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)承載力衰減速率小于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，這是由于雙梁?柱節(jié)點(diǎn)的獨(dú)特構(gòu)造形式，梁端出現(xiàn)塑性鉸后試件仍具有一定的承載力，其承載力衰減速率較小。

5 參數(shù)分析

5.1 有限元模型的建立

為對(duì)傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)試件抗震性能的主要影響因素進(jìn)行分析，采用有限元軟件ABAQUS建立試件的三維有限元模型。建模時(shí)，模型截面尺寸和試驗(yàn)試件尺寸完全相同，鋼材采用雙線性強(qiáng)化模型，混凝土采用Kent?Scott?Park約束混凝土本構(gòu)模型，鋼管與混凝土間采用綁定（Tie）的方式定義接觸關(guān)系，鋼筋與混凝土間采用嵌入（Embed）的方式定義接觸關(guān)系^[12]。模型選用S4R殼單元，網(wǎng)格劃分采用結(jié)構(gòu)優(yōu)化網(wǎng)格技術(shù);定義與試驗(yàn)一致的邊界條件，在加載部位設(shè)置高強(qiáng)墊板避免加載端出現(xiàn)應(yīng)力集中，將荷載施加在高強(qiáng)墊板之上，將加載步設(shè)置為先在柱頂施加軸向荷載，而后在柱頂端部施加水平荷載。有限元模型如圖15示。

5.2 有限元模型驗(yàn)證

為驗(yàn)證上述非線性有限元模型的合理性和準(zhǔn)確性，采用與試驗(yàn)一致的邊界條件對(duì)有限元模型進(jìn)行分析，并與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比分析。數(shù)值分析中材料本構(gòu)關(guān)系特征點(diǎn)由其材性試驗(yàn)確定。

有限元計(jì)算與試驗(yàn)所得荷載?位移曲線如圖16所示。由圖16可知：試件屈服前，有限元分析和試驗(yàn)所得曲線高度吻合，二者初始剛度基本相等。試件進(jìn)入屈服階段后，有限元分析和試驗(yàn)所得曲線產(chǎn)生一定差異，但偏離較小，在一定程度上驗(yàn)證了有限元模型及分析的正確性。

5.3 參數(shù)分析

為深入研究傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)受力性能，了解主要參數(shù)對(duì)構(gòu)件的影響，選取軸壓比n、混凝土強(qiáng)度f_c、上下梁間距h等關(guān)鍵參數(shù)進(jìn)行分析。

5.3.1 軸壓比n

在試驗(yàn)基礎(chǔ)上，保持其他參數(shù)不變，選取不同的軸壓比n，n分別為0.25，0.50，0.75。計(jì)算結(jié)果如表5及圖17所示。

由表5、圖17可知：軸壓比的變化對(duì)試件的初始剛度影響較小，但對(duì)其承載力及延性影響較大，這是由于隨軸壓比的增大，模型的P?Δ效應(yīng)愈加明顯，使得極限荷載變小，與軸壓比n=0.25時(shí)相比，軸壓比為0.50，0.75時(shí)，試件的極限荷載分別下降了2.5%和9.6%，說(shuō)明軸壓比的變化對(duì)試件承載力有較大的影響;隨著軸壓比的增大，試件的延性呈降低趨勢(shì)，與軸壓比n=0.25時(shí)相比，軸壓比為0.50，0.75時(shí)試件的延性分別下降了17.9%和20.0%，說(shuō)明增大軸壓比，試件的延性變差，其抗震性能降低。

總體上，隨柱軸壓比的提高，試件初始剛度變化甚微，但承載力及延性有所降低。

5.3.2 混凝土強(qiáng)度f_c

為研究不同混凝土強(qiáng)度f_c對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能的影響，在試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，保持其他參數(shù)不變，選取不同混凝土強(qiáng)度f_c，取f_c分別為20，30，40 MPa。

表6給出了不同混凝土強(qiáng)度f_c下，各試件有限元分析的主要結(jié)果。圖18給出了不同混凝土強(qiáng)度f_c下各試件的P?Δ骨架曲線。

由表6、圖18可知：混凝土強(qiáng)度的改變對(duì)試件彈性階段影響較小，對(duì)其承載力及延性影響較大。與f_c=20 MPa時(shí)相比，混凝土強(qiáng)度f_c為30，40 MPa時(shí)試件的極限承載能力分別提高了12.4%和18.7%，說(shuō)明隨混凝土強(qiáng)度的提高，試件的承載力提高;但試件的位移延性總體上呈現(xiàn)下降趨勢(shì)，與混凝土強(qiáng)度f_c=20 MPa時(shí)相比，f_c為30，40 MPa時(shí)試件的延性系數(shù)分別降低了14.5%和30.3%，說(shuō)明混凝土強(qiáng)度變化對(duì)試件延性有較大的影響。

總體上，隨著混凝土強(qiáng)度的提高，試件的初始剛度變化較小，其承載力呈增大趨勢(shì)，但延性逐漸降低。

5.3.3 上下梁間距h

為研究上下梁間距對(duì)節(jié)點(diǎn)受力性能影響，在試驗(yàn)的基礎(chǔ)上，保持其他參數(shù)不變，選取不同上下梁間距h，h分別取150，200，250 mm。

表7給出了不同上下梁間距h下，各試件有限元分析的主要結(jié)果。圖19給出了不同上下梁間距h下，各試件的P?Δ骨架曲線。

由表7、圖19可知：上下梁間距h的改變對(duì)試件彈性階段影響較小，而對(duì)其承載力及延性影響較大。與上下梁間距h=150 mm時(shí)相比，h分別為200，250 mm時(shí)試件的承載力分別增大了9.5%，16.7%，說(shuō)明上下梁間距h的提高對(duì)試件承載力具有一定的影響;試件的位移延性總體上呈降低的趨勢(shì)，與上下梁間距h=150 mm時(shí)相比，h分別為200，250 mm時(shí)試件的延性系數(shù)分別降低了21.0%，23.1%，說(shuō)明在一定范圍內(nèi)，上下梁間距h的變化對(duì)試件延性具有較大的影響。

總體上，隨上下梁間距增大，試件極限承載力提高，延性降低，但彈性階段的剛度變化較小。

6 結(jié)? 論

（1）動(dòng)力循環(huán)荷載作用下，各試件破壞形態(tài)為梁鉸破壞機(jī)制，節(jié)點(diǎn)區(qū)無(wú)明顯裂縫，試件滯回曲線飽滿，抗震性能較好。

（2）雙梁?柱節(jié)點(diǎn)在加載初期剛度略大于單梁?柱節(jié)點(diǎn);試件屈服后，隨著位移幅值及循環(huán)次數(shù)的增大，剛度退化明顯，但其承載力衰減速率小于單梁?柱節(jié)點(diǎn)。

（3）上柱加強(qiáng)型傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)等效黏滯阻尼系數(shù)高于普通鋼筋混凝土傳統(tǒng)風(fēng)格建筑雙梁?柱節(jié)點(diǎn)，表明前者耗能能力優(yōu)于后者;混凝土傳統(tǒng)風(fēng)格建筑雙梁?柱節(jié)點(diǎn)位移延性系數(shù)略低于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，但其承載力明顯高于單梁?柱節(jié)點(diǎn)，體現(xiàn)了優(yōu)越的抗震性能。

（4）隨混凝土強(qiáng)度、上下梁間距的增大，傳統(tǒng)風(fēng)格建筑混凝土雙梁?柱節(jié)點(diǎn)的承載力得以提高，但其延性逐漸降低，而試件的初始剛度影響甚微;隨著軸壓比增大，雖然雙梁?柱節(jié)點(diǎn)的承載力提高，但延性降低。

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Abstract： In order to research the seismic performance and failure characteristics of dual-lintel column joints in traditional style buildings， two joint specimens are tested under dynamic cyclic loading， including a typical dual-lintel column joint and a single-lintel column joint. The failure process and characteristics are obtained. The hysteretic loops， skeleton curves， bearing capacity， degradation of strength and stiffness， ductility， energy dissipation and failure modes of the joints are analyzed. The results show that the bearing capacity and stiffness of the dual-lintel column joint are higher than those of the single-lintel column joint. However， the energy dissipation and ductility of the dual-lintel column joint are slightly smaller than those of the single-lintel column joint. The regularity of rigidity degeneration for the joints is basically the same. Generally， the dual-lintel column joint in traditional style buildings has better deformability and energy dissipation， showing better seismic performance. Based on the experimental research， the nonlinear numerical simulation of dual-lintel column joints in traditional style buildings is developed by the ABAQUS software. The influence of axial compression ratio， concrete strength and spacing between dual lintels on the joints is studied. It is shown that the bearing capacity of the models increases with the increment of concrete strength and spacing between dual lintels. In addition， the bearing capacity of the models improves， but the ductility decreases with the increment of the axial compression ratio. And the ductility of the models decreases with a larger concrete strength.

Key words： traditional style buildings; dual-lintel column joint; seismic performance; dynamic cyclic loading; failure modes

作者簡(jiǎn)介： 薛建陽(yáng)（1970?），男，教授，博士。E-mail： jianyang_xue@163.com

通訊作者： 馬林林（1989?），男，博士研究生。E-mail：linling_ma@163.com