李曉蕾，孫明星，張 超

（1.西安理工大學(xué)土木建筑工程學(xué)院，陜西西安 710048；2.陜西省建筑設(shè)備安裝質(zhì)量檢測中心有限公司，陜西西安 710055）

引言

結(jié)構(gòu)或構(gòu)件優(yōu)越的抗震性能需要有適宜的剛度，良好的延性和較高的承載力，合理提高結(jié)構(gòu)抗側(cè)力構(gòu)件的剛度與變形性能并對其進(jìn)行優(yōu)化布置，形成良好的延性耗能體系，是提高鋼筋混凝土墻體抗震能力的基本途徑。墻體剛度可通過截面形式及構(gòu)造進(jìn)行調(diào)整與優(yōu)化，文中采用桁式桿件的組合，形成格構(gòu)式抗側(cè)力單元。在工程應(yīng)用中，以單榀或多榀墻片進(jìn)行拼裝，形成框桁式墻體，見圖1?？蜩焓綁w可采用工廠預(yù)制或現(xiàn)場制作，能夠應(yīng)用于新建結(jié)構(gòu)或既有結(jié)構(gòu)的修復(fù)，作為結(jié)構(gòu)的抗側(cè)力單元或構(gòu)件，適應(yīng)結(jié)構(gòu)抗震或震后快速修復(fù)的工程需求。

結(jié)構(gòu)的抗震性能實(shí)質(zhì)就是結(jié)構(gòu)的損傷性能，而損傷指數(shù)是定量描述結(jié)構(gòu)（構(gòu)件）地震性能的重要參數(shù)。針對鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)或構(gòu)件，國內(nèi)外學(xué)者提出了基于延性、剛度退化、變形和能量積累等多種形式的損傷模［1-4］。其中，應(yīng)用最廣泛的Park-Ang變形和能量的雙參數(shù)損傷模型是通過鋼筋混凝土梁柱試驗(yàn)，線性組合規(guī)格化最大位移和規(guī)格化滯回耗能定義損傷參數(shù)［5］。近年來，在既有損傷模型的基礎(chǔ)上，國內(nèi)外學(xué)者通過改進(jìn)或修正得到了一系列地震損傷模型。解詠平等［6］對18個不同截面尺寸的鋼筋混凝土柱進(jìn)行單調(diào)和低周反復(fù)加載試驗(yàn)，發(fā)現(xiàn)基于Park-Ang損傷模型得到的損傷指標(biāo)隨截面尺寸增大而降低，存在尺寸效應(yīng)，構(gòu)件損傷越嚴(yán)重，尺寸效應(yīng)越明顯，且位移項(xiàng)與能量項(xiàng)所表現(xiàn)的尺寸效應(yīng)也不相同，提出了考慮截面尺寸影響系數(shù)的Park-Ang損傷模型修正公式。祁子洋等［7］在Park模型及其改進(jìn)模型的基礎(chǔ)上，提出一種不依賴于單調(diào)加載試驗(yàn)結(jié)果的損傷模型，并考慮了墻體開裂的因素，對新型石膏混凝土復(fù)合墻板進(jìn)行地震損傷模型研究。賈穗子等［8］基于不同損傷模型計(jì)算了框支網(wǎng)格式輕質(zhì)墻板結(jié)構(gòu)在受力過程中的損傷指數(shù)變化曲線，研究表明：修正的Park-Ang雙參數(shù)損傷模型更能反映結(jié)構(gòu)該類結(jié)構(gòu)的損傷發(fā)展過程。劉仲偉等［9］對高剪跨比剪力墻地震損傷指標(biāo)進(jìn)行了研究，并推薦用Ang-Park損傷指標(biāo)來確定剪力墻的破壞狀態(tài)。熊峰等［10］基于現(xiàn)有損傷模型的對比分析，提出了一種最大變形和滯回耗能非線性組合的改進(jìn)雙參數(shù)損傷模型，并基于改進(jìn)模型，對RC框架地震易損性進(jìn)行研究。陳聰?shù)龋?1］研究了新型帶有耗能連梁的剪力墻結(jié)構(gòu)損傷模型，該模型基于構(gòu)件的變形和能量雙參數(shù)損傷指數(shù)，由構(gòu)件組合系數(shù)得到結(jié)構(gòu)整體的損傷模型，并通過低周反復(fù)試驗(yàn)對損傷模型進(jìn)行驗(yàn)證。劉哲鋒等［12］基于對稱配筋的鋼筋混凝土構(gòu)件在變幅滯回歷程下耗能能力損傷機(jī)理，建立了RC構(gòu)件耗能能力退化和設(shè)計(jì)參數(shù)之間的量值聯(lián)系和耗能能力估算方法，提出了對稱配筋RC構(gòu)件基于耗能能力退化的損傷量化指數(shù)。門進(jìn)杰等［13］研究RCS混合框架結(jié)構(gòu)樓板空間組合效應(yīng)的影響，基于Park-Ang雙參數(shù)地震損傷模型，以構(gòu)件層面的地震損傷模型為研究對象，提出適用于RCS混合框架結(jié)構(gòu)構(gòu)件的雙參數(shù)地震損傷模型。

相關(guān)研究提出了多種RC結(jié)構(gòu)的地震損傷模型，定量表征了結(jié)構(gòu)或構(gòu)件破壞的全過程。新型框桁式墻體包含了多個桿件及格構(gòu)單元，受尺寸效應(yīng)、開裂模式、配筋等因素的影響，其地震損傷模型與傳統(tǒng)抗側(cè)力構(gòu)件有顯著區(qū)別。因此，文中基于3個框桁式墻體試件在低周反復(fù)荷載作用下的抗震性能試驗(yàn)，詳細(xì)分析研究了其從加載到破壞各個階段的損傷積累、裂縫發(fā)展以及結(jié)構(gòu)變形。通過對典型地震損傷模型進(jìn)行對比，提出適用于新型框桁式墻體基于延性和能量的雙參數(shù)損傷模型，相應(yīng)的損傷參數(shù)可為其抗震設(shè)計(jì)計(jì)算參數(shù)的確定提供可靠依據(jù)，為墻體地震損傷控制及相應(yīng)的墻體結(jié)構(gòu)震后安全評估提供參考。

圖1 框桁式墻體示意圖Fig.1 Frame-truss wall

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)3個框桁式墻體試件，試驗(yàn)澆筑商業(yè)混凝土為C30強(qiáng)度等級，澆筑試件時，每批次混凝土制作3個邊長為100 mm的立方體試塊，并與框桁式墻體構(gòu)件同條件養(yǎng)護(hù)。實(shí)測混凝土立方體抗壓強(qiáng)度平均值為32.55 MPa，并通過換算得到其軸心抗壓強(qiáng)度平均值為20.68 MPa。試件所采用的箍筋為HPB300，縱向鋼筋為HRB400，保護(hù)層厚度取為10 mm?？s尺比例為1：2，框桁式墻體試件由外邊框、桁式桿件構(gòu)成，總高度為1 500 mm，試件的具體幾何尺寸及配筋如圖2所示。FTC01、FTC02的設(shè)計(jì)軸壓比為0.3，F(xiàn)TC03設(shè)計(jì)軸壓比為0.4。

1.2 加載裝置及加載制度

圖2 試件的幾何尺寸及配筋Fig.2 Dimension and reinforcement details of specimens

試驗(yàn)加載裝置采用電液伺服結(jié)構(gòu)試驗(yàn)機(jī)，見圖3。荷載分2步施加：第1步施加的豎向力，由于墻體中間為空心，采取截面等效將桁桿截面換算得到有效面積，再由預(yù)先設(shè)定的軸壓比計(jì)算得到豎向壓力，并保持此此恒定荷載值；第2步施加往復(fù)的水平荷載，采取位移控制，初始位移為1 mm，試件屈服前保持1 mm的差級遞增，每級循環(huán)一圈。試件屈服后，以2 mm的差級遞增，每級循環(huán)兩圈，其中，判斷試件是否屈服是通過觀察荷載位移曲線是否發(fā)生了明顯轉(zhuǎn)折，同時結(jié)合鋼筋應(yīng)變綜合判斷。最終荷載下降至峰值荷載的85%以下時停止加載。

圖3 試件加載裝置示意圖Fig.3 Test setup of specimens

2 試驗(yàn)破壞現(xiàn)象與滯回特性

2.1 破壞現(xiàn)象

3個RC框桁式墻體試件的破壞過程較為一致，均經(jīng)歷了“內(nèi)部桁桿上出現(xiàn)受拉裂縫—桁桿裂縫貫通且分布較為均勻—外框逐漸出現(xiàn)新裂縫”3個明確發(fā)展過程，F(xiàn)TC02試件破壞過程中的各特征點(diǎn)較為明顯，以下以其為代表性試件詳細(xì)描述破壞的全過程。墻體包含了多根桁桿及節(jié)點(diǎn)區(qū)，桁桿自下而上依次編號為1號、2號、3號和4號桿件，節(jié)點(diǎn)自下而上編為A、B、C、D、E節(jié)點(diǎn)區(qū)域，加載時推為正，拉為負(fù)，如圖4所示。

當(dāng)加載位移小于2 mm時，為彈性階段，試件未開裂；當(dāng)加載位移為-3 mm時在②號桁桿靠近B節(jié)點(diǎn)處出現(xiàn)首條裂縫（如圖5（a）所示），裂縫長度達(dá)到10 cm，此時所對應(yīng)的水平荷載為41.6 kN。當(dāng)繼續(xù)加載時，內(nèi)部桁桿依次出現(xiàn)多條垂直于桁桿軸線的裂縫，其寬度也隨加載位移不斷增大。當(dāng)加載至＋8.5 mm時，出現(xiàn)了第一條垂直于桁桿軸線的貫通裂縫，此時，墻體試件中4根桁桿均出現(xiàn)約6條大致等間距的裂縫，見圖5（b）；隨著加載位移的繼續(xù)增大，試件桁桿上的原有裂縫開展并逐步形成貫通，當(dāng)位移加載至＋10 mm時，試件西側(cè)墻肢下部出現(xiàn)水平向裂縫（如圖5（b）所示）。在±10 mm～13 mm的加載過程中，東西兩側(cè)墻肢下部水平裂縫不斷出現(xiàn)并擴(kuò)展延伸，當(dāng)位移加載在±13 mm～16 mm過程中，節(jié)點(diǎn)處的既有裂縫逐漸變寬，加載至＋17.5 mm時，C節(jié)點(diǎn)處出現(xiàn)少量混凝土脫落的現(xiàn)象。其典型破壞過程見圖6（以C節(jié)點(diǎn)區(qū)域位于③號桁桿的裂縫為例）。當(dāng)位移加載至＋19 mm時，東西側(cè)墻肢底部混凝土脫落嚴(yán)重（如圖7（b）所示），試件承載力下降至峰值承載力85%以下，停止加載。FTC02框桁式墻體試件的破壞前后對比如圖7所示。

圖4 試件桁桿和節(jié)點(diǎn)編號Fig.4 Truss and joint number of specimen

圖5 墻體裂縫開展情況Fig.5 Development for wall cracks

圖6 典型破壞發(fā)展模式Fig.6 Typical destructive development mode

圖7 試件破壞前后對比Fig.7 Comparison of specimen before and after failure

2.2 滯回特性

圖8 荷載-位移滯回曲線Fig.8 Hysteretic curves of specimens

圖8給出了3個試件的荷載-位移滯回曲線，表1給出了其實(shí)測特征荷載位移值，其中開裂點(diǎn)為出現(xiàn)第一條裂縫對應(yīng)的點(diǎn)，屈服點(diǎn)通過能量法結(jié)合試驗(yàn)采集的數(shù)據(jù)綜合判斷，峰值點(diǎn)為荷載最大值點(diǎn)，破壞點(diǎn)為最大荷載下降85%所對應(yīng)的點(diǎn)。表2給出了延性系數(shù)和累積耗能，其中，Δy為屈服位移，Δu為極限位移，延性系數(shù)μ=Δu/Δy，E為試件達(dá)到破壞荷載時的累積耗能。

表1 試件的特征荷載值Table 1 Characteristic load of specimens

表2 試件的特征位移、延性系數(shù)和累積耗能Table 2 Characteristic displacement，ductility coefficient and cumulative energy dissipation of the specimen

圖9 剛度退化曲線Fig.9 Stiffness degradation curves

由圖8～圖9及表1～表2可知：

（1）在框桁式墻體的受拉桁桿出現(xiàn)裂縫之前，滯回曲線大致呈直線循環(huán)且卸載后無明顯殘余變形。隨著位移增加，滯回曲線呈現(xiàn)出弓形，滯回環(huán)面積增大表明試件的耗能逐步增大。在試件屈服之后，墻體桁桿裂縫貫通且裂縫在往復(fù)循環(huán)中的不斷張合，墻體試件塑性變形不斷積累，滯回曲線出現(xiàn)“捏縮”效應(yīng)。達(dá)到峰值荷載之后，外框墻肢變形能力較差，節(jié)點(diǎn)亦表現(xiàn)出較明顯的脆性性能。

（2）滯回曲線整體逐漸向位移軸傾斜，對比FTC02與FTC01試件，F(xiàn)TC02試件傾斜程度較小，其峰值承載力較FTC01試件高16.9%左右，這是由于在其余條件相同時，桁桿縱筋由4C8提高至4C12，配筋率提高，使得從而整體承載力提高，但其桁桿耗能能力增強(qiáng)。

（3）各試件正反向加載時承載力存在差異，具有5個桁式桿件的試件FTC03，當(dāng)施加推力時，3根桁桿受壓，2根桁桿受拉，正反承載力相差達(dá)22.86%。而桁桿數(shù)為4個的其余2個試件正反向承載力雖有差異，但其差異較小，F(xiàn)TC01試件正反向承載力相差6%，F(xiàn)TC02試件正反向承載力相差7.8%，表明框桁式墻體桁桿的數(shù)量配置為奇數(shù)時，墻體在推拉方向的峰值承載力差別較大。

（4）對比FTC03與FTC02試件，隨著軸壓比由0.3提高到0.4，桁桿由4根變化為5根，高寬比由2.5變化為2.14，F(xiàn)TC03較FTC02的正向極限承載力減少12.01%，負(fù)向極限承載力卻增加了6.6%，均值極限承載力相差1.7%，均值極限位移減小11.95%。

（5）對比3個試件，F(xiàn)TC01試件耗能值相對較大，其極限承載力與FTC02、FTC03試件相比則較低，但其變形能力有所提高，極限位移更大，因而破壞時的累積耗能較大。

（6）對比試件的開裂剛度，F(xiàn)TC01、FTC02試件分別相差7.9%和12.3%，而FTC03試件相差31.2%，可知由于桁式桿件的不對稱性，導(dǎo)致FTC03試件的正負(fù)向開裂剛度較其余兩試件明顯差異較大；當(dāng)層間位移角相同時，F(xiàn)TC03試件的剛度退化系數(shù)明顯較其余2個試件低，當(dāng)層間位移角為0.01時，F(xiàn)TC03的剛度退化系數(shù)正負(fù)向分別為0.36和0.25，而其余兩試件則平均在0.45左右。3個試件的剛度退化規(guī)律基本一致，前期剛度退化快，之后剛度退化稍微平緩，再之后剛度退化又急劇增快。

3 框桁式墻體損傷過程及損傷指數(shù)量化

3.1 框桁式墻體損傷破壞過程

由框桁式墻體低周反復(fù)荷載下的破壞過程可知，框桁式墻體整體的損傷破壞順序較為明確，試件的損傷可分為損傷累積初期階段、迅速發(fā)展階段以及破壞3個階段。在損傷累積發(fā)展初期階段，桁桿為初步耗能部位，主要通過在桁桿上不斷產(chǎn)生新裂縫，以及原有裂縫的擴(kuò)展來耗能。在累積損傷迅速發(fā)展階段，此時桁桿處已有多處裂縫，且大部分裂縫已形成貫通裂縫，耗能部位由內(nèi)部桁桿轉(zhuǎn)移為外邊框節(jié)點(diǎn)區(qū)域，該階段主要由外框節(jié)點(diǎn)區(qū)域混凝土的裂縫開展耗能。在累積損傷破壞階段，墻體受損嚴(yán)重，外框東側(cè)與西側(cè)墻肢底部范圍及底部水平向外框均出現(xiàn)應(yīng)力大幅度增加，該階段主要由外框墻肢的混凝土開裂以及鋼筋的屈曲來耗能。

3.2 框桁式墻體損傷指數(shù)量化

由框桁式墻體試件自加載開裂至破壞各階段的損傷過程可知，墻體損傷過程伴隨著桁桿與墻肢裂縫的出現(xiàn)與開展，鋼筋的應(yīng)力的增漲以及剛度的逐漸退化，試件最終因試件承載力降低過多及混凝土發(fā)生脫落而破壞。以美國ATC［12］劃分的損傷狀態(tài)以及相應(yīng)的損傷指數(shù)范圍為基礎(chǔ)，結(jié)合框桁式墻體試件各階段的破壞特征，表3給出了不同損傷程度下框桁式墻體損傷具體描述及相應(yīng)的損傷指數(shù)。圖10以FTC01為例給出了框桁式墻體試件從無損至破壞5個階段的損傷狀態(tài)。

表3 損傷狀態(tài)的劃分及相應(yīng)的損傷指數(shù)Table 3 The division of damage status and the corresponding damage index

圖10 FTC01不同階段試件損傷狀態(tài)Fig.10 The damage status of specimen FTC01 under different stages

4 框桁式墻體地震損傷模型

4.1 框桁式墻體地震損傷模型對比分析

分別采用延性［1］、剛度［2］與雙參數(shù)［5］3種具有代表性的損傷模型對文中試件進(jìn)行驗(yàn)證，其中延性是評價結(jié)構(gòu)塑性變形能力的重要指標(biāo)，其損傷指數(shù)D如式（1）所示，

式中：Δm為最大位移；Δy為屈服位移；Δu是極限位移；μm為位移延性系數(shù)；μu為極限變形延性系數(shù)。

剛度損傷是Gulkin和Sozen運(yùn)用損傷力學(xué)原理提出的，其損傷指數(shù)D如式（2）所示：

式中：k0為初始剛度即開裂點(diǎn)剛度；km為結(jié)構(gòu)構(gòu)件變形至最大位移處所對應(yīng)的卸載剛度。

Park-Ang提出的雙參數(shù)地震損傷模型體現(xiàn)了構(gòu)件位移首次超越破壞和塑性累計(jì)損傷的統(tǒng)一性，其損傷指數(shù)D如式（3）所示：

或

式中：δM為最大變形；δu為單調(diào)加載下極限變形；Qy為屈服強(qiáng)度；∫dE為累積塑性耗能；β為循環(huán)荷載影響系數(shù)。

基于以上3種損傷模型，得到框桁式墻體試件損傷指數(shù)隨循環(huán)次數(shù)的變化規(guī)律如圖11所示，其中試驗(yàn)損傷值是由表3給出的框桁式墻體各階段損傷狀態(tài)以及相應(yīng)的損傷指數(shù)量化而得。具體的損傷定量過程為：試件出現(xiàn)的第1條裂縫為無損與輕度損傷的分界點(diǎn)，其損傷值為0.1；由試驗(yàn)獲得的骨架曲線采用能量法并結(jié)合實(shí)際試驗(yàn)記錄所確定屈服點(diǎn)作為輕度與中度損傷的分界點(diǎn)，其損傷值為0.2；由試驗(yàn)獲得的骨架曲線上的峰值荷載作為中度與重度損傷的分界點(diǎn)，其損傷值為0.6，在0.2～0.6發(fā)展過程中，依據(jù)試驗(yàn)位移加載過程中實(shí)際記錄點(diǎn)通過承載力的比值關(guān)系進(jìn)行線性插值；墻體臨近破壞作為重度損傷與破壞的分界點(diǎn)，試驗(yàn)加載中表現(xiàn)為位移向外邊框節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)移并迅速開展所對應(yīng)的位移值，其損傷值為0.85；墻體的破壞點(diǎn)取試驗(yàn)獲得的峰值承載力的85%所對應(yīng)的點(diǎn)，其位移取該承載力所對應(yīng)的首次加載位移值，最終試件的損傷值定義為1.0。

圖11 既有損傷模型及試驗(yàn)損傷曲線對比Fig.11 Comparison curve between damage model and test result

由圖11可看出：由于各損傷模型定義損傷參數(shù)的方式不同，導(dǎo)致?lián)p傷曲線的計(jì)算值存在差異。其中，剛度損傷模型認(rèn)為結(jié)構(gòu)剛度在混凝土開裂后才開始下降，因此剛度損傷模型計(jì)算的損傷指數(shù)從結(jié)構(gòu)開裂開始，試件開裂基本都在加載至3 mm的過程中出現(xiàn)，故橫坐標(biāo)對應(yīng)于第4次循環(huán)。延性損傷模型認(rèn)為結(jié)構(gòu)損傷從結(jié)構(gòu)屈服之后開始算起，由于各試件的屈服位移不同，故對應(yīng)的循環(huán)次數(shù)不同。Park-Ang雙參數(shù)模型同時考慮位移和累積耗能對結(jié)構(gòu)損傷的影響，損傷指數(shù)出現(xiàn)大于1.0的現(xiàn)象。對比3條曲線，其中雙參數(shù)和剛度退化損傷模型在中度損傷之前與試驗(yàn)值較為接近，而在試件屈服后，延性損傷模型與實(shí)驗(yàn)結(jié)果吻合較好。

4.2 框桁式墻體雙參數(shù)地震損傷模型

結(jié)合對既有損傷模型的分析及框桁式墻體損傷特點(diǎn)，文中考慮將延性作為雙參數(shù)地震損傷模型的一個參數(shù)，又因試件損傷的過程是能量不斷積累轉(zhuǎn)化的過程，將試件累積滯回耗能作為模型的另一個損傷參數(shù)，據(jù)此建立一種基于延性與滯回耗能的雙參數(shù)損傷模型。文中提出的雙參數(shù)地震損傷模型如式（4）所示：

式中：α,β為引入的調(diào)整參數(shù)；μi=Δi/Δy，是第i次循環(huán)加載時最大位移與屈服位移的比值；μn=Δn/Δy，是極限位移與屈服位移的比值；Ehi為第i個循環(huán)荷載所耗散的能量；Py和Δy分別為屈服強(qiáng)度和屈服位移。

依據(jù)框桁式墻體試驗(yàn)獲得的滯回曲線數(shù)據(jù)，計(jì)算各階段加載位移對應(yīng)的μi和μn。利用origin軟件，通過數(shù)據(jù)積分方法計(jì)算滯回曲線加載滯回環(huán)的面積，進(jìn)而得到累計(jì)滯回耗能。利用1stopt軟件，采取通用全局優(yōu)化算法（UG01）對式（4）計(jì)算結(jié)果進(jìn)行多元回歸分析，得到相關(guān)影響參數(shù)α=0.023 3、β=0.166 4。該方法對應(yīng)的R2為0.923 4，均方根誤差RMSE為0.105 9。由文中提出的基于延性和累計(jì)滯回耗能的雙參數(shù)損傷曲線與試驗(yàn)結(jié)果對比如圖12所示。

圖12 文中損傷模型與試驗(yàn)結(jié)果對比圖Fig.12 The comparison curve between damage model and test result

由圖12可看出，文中提出的雙參數(shù)地震損傷模型，開裂至中度損傷階段有一定差異，損傷指數(shù)較試驗(yàn)值偏低，但從中度、重度損傷直至破壞階段均與框桁式墻體的試驗(yàn)損傷曲線吻合較好。由損傷指數(shù)隨加載循環(huán)次數(shù)的變化趨勢可看出，當(dāng)加載位移較小時，曲線斜率小，損傷指標(biāo)數(shù)值較小且增長緩慢，而當(dāng)試件屈服后，斜率增大標(biāo)志著損傷指數(shù)的迅速增加。結(jié)合試件具體的破壞過程可知，試件在屈服之前僅桁桿上有裂縫，結(jié)構(gòu)損傷程度較低，當(dāng)試件屈服之后，隨著位移的增大，裂縫從內(nèi)部桁桿向外邊框節(jié)點(diǎn)轉(zhuǎn)移并迅速開展直至節(jié)點(diǎn)區(qū)域發(fā)生嚴(yán)重破壞，底部墻體混凝土脫落、鋼筋彎曲。

文中所提出的基于延性滯回耗能的雙參數(shù)損傷模型，能夠較好地模擬新型框桁式墻體試件在地震作用下?lián)p傷指標(biāo)初期增量較小屈服后損傷增速快的實(shí)際情況，數(shù)據(jù)擬合雖然具有一定的離散性，但仍可較好地體現(xiàn)低周往復(fù)荷載作用下的框桁式墻體的損傷累積、發(fā)展直至破壞的過程。

5 結(jié)論

基于3個框桁式墻體試件的低周反復(fù)荷載試驗(yàn)及損傷分析結(jié)果，分析了該墻體試件各個階段的損傷積累、裂縫發(fā)展以及結(jié)構(gòu)變形，并建立了雙參數(shù)損傷模型，具體結(jié)論如下。

（1）框桁式墻體試件在低周反復(fù)荷載作用下，其裂縫開展表現(xiàn)為：先于內(nèi)部桁桿上出現(xiàn)裂縫并逐步貫通、再于節(jié)點(diǎn)區(qū)域出現(xiàn)裂縫并逐漸延伸至外框。最終的破壞形態(tài)為：FTC01、FTC02試件呈現(xiàn)出以外框墻肢底部混凝土脫落嚴(yán)重的彎曲型破壞，F(xiàn)TC03試件呈現(xiàn)出以桁桿和墻肢的節(jié)點(diǎn)處破壞的的剪切型破壞形態(tài)。

（2）墻體承載力隨著桁桿縱筋配筋率提高而增大提高。具有4個桁式桿件的FTC01、FTC02試件正反向承載力相差僅為6%與7.8%，而具有5個桁式桿件的FTC03試件相差高達(dá)22.86%，且FTC03試件的正負(fù)向開裂剛度亦較具有4個桁式桿件的兩試件相差較大。三試件的剛度均退化呈現(xiàn)出前期退化快，之后退化稍微平緩，再之后又急劇退化的規(guī)律。

（3）不同加載階段，試件的損傷程度可分為完好、輕度、中度、重度、失效5種狀態(tài)，相應(yīng)的損傷耗能模式為，桁桿損傷耗能、外框節(jié)點(diǎn)區(qū)域混凝土的裂縫開展耗能、外框墻肢的混凝土開裂以及鋼筋的屈曲耗能。

（4）基于既有典型損傷模型，進(jìn)行框桁式墻體試件損傷值數(shù)計(jì)算，提出基于延性和累積滯回耗能的雙參數(shù)地震損傷模型，能夠較好地反映新型框桁式墻體試件在地震作用下?lián)p傷指標(biāo)的變化特征。