附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點動力性能試驗研究

薛建陽， 董金爽， 隋 龑， 戚亮杰， 許 丹

(西安建筑科技大學 土木工程學院，西安 710055)

附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點動力性能試驗研究

薛建陽， 董金爽， 隋 龑， 戚亮杰， 許 丹

(西安建筑科技大學 土木工程學院，西安 710055)

為研究附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點在地震作用下的抗震性能，設計制作了3個仿古建筑混凝土枋-柱節點，包括2個附設黏滯阻尼器的有控結構試件，1個未附設黏滯阻尼器的無控結構對比試件，對其進行動力試驗。觀察試件的受力過程及破壞特征，分析其受力機理及破壞模式，并研究了其荷載-位移滯回曲線、骨架曲線、承載能力、剛度退化等力學特性。試驗結果表明：附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點抵御外荷載的能力明顯高于未附設黏滯阻尼器的無控結構，屈服荷載提高幅度平均值約為27.4%，極限荷載提高幅度平均值約為22.4%；附設阻尼器的有控結構位移延性及耗能能力均優于無控結構，且有控結構的骨架曲線在達到極限荷載之后的下降段更為平緩；極限荷載時，有控結構的等效黏滯阻尼系數提高幅度約為27.3%～30.8%，說明附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點具有更為優越的抗震性能。

仿古建筑；混凝土；動力試驗；抗震性能；黏滯阻尼器

仿古建筑作為中華民族建筑風格與地域建筑特色方面的傳承載體，是具有良好推廣應用前景的探索與創新，對目前我國城市發展、建設具有重要的意義。

當前對仿古建筑的研究還處于起步階段。薛建陽等[1]進行了傳統風格建筑鋼結構梁-柱節點試驗研究；高延安等[2]對環境激勵下古建筑飛云樓動力性能進行了分析研究，在不損傷古建結構性能條件下獲得了結構自振頻率、阻尼等模態參數；謝啟芳等[3]進行的混凝土仿古建筑試驗表明，其耗能系數和延性系數小于現代常規結構，很難滿足結構抗震設計的要求。因此如何確保仿古建筑在地震作用下的力學性能，成為仿古建筑研究亟待解決的關鍵性技術問題。

傳統抗震體系把結構構件作為耗能部件，通過容許結構構件在地震中產生塑性變形來吸收地震能量，而消能減震結構將地震能量引向特別設置的阻尼裝置加以吸收耗散，使主體結構盡可能處于彈性階段或彈塑性階段，從而保護結構的安全。1990年Constantinou等[4]開始研制應用于土木工程領域的黏滯阻尼器；西雅圖棒球場安裝了36個黏滯阻尼器，用于風振和屋蓋開合時的振動控制；日本Shibuya Park Road大樓采用10個黏滯阻尼器來耗散輸入的地震能量；北京飯店、北京展覽館由于按當時抗震規范進行設計，其抗震性能較差，為滿足目前的抗震設防要求，采用黏滯阻尼器進行加固，取得了良好的效果[5]。

目前，將黏滯阻尼器應用于仿古建筑混凝土枋-柱節點的應用研究尚未見報道，因此對混凝土仿古建筑關鍵部位附設黏滯阻尼器后的結構抗震性能進行研究，不但可以填補仿古建筑結構設計理論與方法的空白，也為工程實際提供科學的參考依據，具有重大的理論意義和工程應用價值。

鑒于此，本課題組設計了3個仿古建筑混凝土枋-柱節點，包括2個附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點的有控結構，1個未附設黏滯阻尼器的無控結構對比試件。采用動力加載方式，對其破壞模式、受力機理及抗震性能進行試驗研究，為工程設計提供理論基礎。

1 試驗設計

1.1試件設計

試驗設計了3個仿古建筑混凝土枋-柱節點，試件編號分別為SLJ-1～SLJ-3，其中SLJ-1試件為未布置阻尼器的無控結構對比試件。試件以某佛學院大雄寶殿為原型，并依照清《工程做法則例》[6]材份換算，試件總高2 650 mm，總寬3 000 mm。

試件上柱為方鋼管混凝土結構，下柱及枋為普通鋼筋混凝土結構，方鋼管截面尺寸為160 mm×5.5 mm，試件幾何尺寸及截面配筋如圖1示，試件按照“強柱弱梁、強剪弱彎、強節點弱構件”的抗震設防要求進行設計。實測與試件同齡期混凝土立方體抗壓強度平均值fcu=58.2 MPa。鋼筋力學性能指標如表1所示。設計軸壓比n=0.25。

表1 鋼材材性指標

(a)1-1斷面(b)2-2斷面(c)3-3斷面(d)4-4斷面

(e) 方鋼管

1.2黏滯阻尼器選用

選用速度相關型黏滯阻尼器，該類型阻尼器通過調整內部黏滯流體的黏度及流速控制可阻尼器阻尼力與阻尼器兩端相對速度的不同次方成正比。

黏滯阻尼器計算公式如式(1)所示[7]。

F=CVα

(1)

式中：C為阻尼系數;V為活塞運動的相對速度;α為阻尼指數;α為1時，為線性阻尼器，其他(α≠1)為非線性阻尼器。

本次試驗選用非線性(α≠1)黏滯阻尼器，設計參數如表2所示。具體形式如圖2所示。

表2 黏滯阻尼器設計參數

黏滯阻尼器安裝方法：預先在阻尼器設計安裝位置預埋鋼板，預埋鋼板的長度和寬度比阻尼器支座大100 mm，預埋鋼板應焊接足夠多的錨固鋼筋深入到構件內，如圖2(a)示，采用對稱斷續焊接方式將預埋鋼板與阻尼器支座周邊焊接牢固，而后，將黏滯阻尼器兩端置于支座雙耳內，插入螺栓并擰緊。阻尼器支座如圖3所示。

(a)黏滯阻尼器安裝圖(b)黏滯阻尼器示意圖

圖2 黏滯阻尼器

Fig.2 Installation drawing and sketch of viscous damper

圖3 黏滯阻尼器支座

1.3加載方案

試驗加載裝置如圖3所示，枋端采用單向鉸支座控制，使其只可以在水平方向移動，上柱柱端通過MTS793電液伺服程控結構試驗系統加載，位移行程為500 mm(±250 mm)，采用1 000 kN千斤頂在柱頂施加軸向荷載，千斤頂與反力梁之間設置滾輪裝置，使千斤頂能夠隨柱頂實時水平移動。

試驗的基本過程為：首先調整柱頂的千斤頂，使節點試件處于軸心受壓狀態，并施加軸向荷載至設計值，然后在上柱柱端按照預先設定好的加載制度通過MTS系統施加荷載。

1.基座 2.反力墻 3.加載架 4.試件 5.柱底鉸支座 6.連接器 7.單向鉸支座 8.液壓伺服作動器 9.墊塊 10.千斤頂 11.鋼板 12.滾珠 13.支架 14.支撐鋼架

圖4 試驗加載裝置圖

Fig.4 Test setup

試件破壞標志為：水平荷載降至最大承載力85%以下，或層間位移角超限，終止試驗。

1.4加載制度

試驗采用動力加載制度，正弦波加載形式，通過MTS793電液伺服程控結構試驗系統輸入正弦波頻率及振幅。輸入的振幅及頻率由《建筑抗震設計規范》(GB50011—2010)[8]及《中國地震烈度表》(GB/T 17742—2008)[9]中相關數據確定。加載頻率主要是根據不同加載工況下正弦波荷載的峰值加速度大小反推得出，正弦波加速度的峰值根據地震烈度等級的劃分及其對應的水平地震動參數范圍作為設計依據。控制位移設計依據是消能減震結構的層間彈塑性位移角限值應符合預期的變形控制要求，宜比非消能減震結構減小。依據美國土木工程學會ASCE進行的黏滯阻尼器力學性能試驗報告中所采用的測試參數[10]及《建筑消能阻尼器》(JGT209—2012)[11]制定加載制度的相關參數。

動力加載制度如表3所示。

表3 試驗加載制度

1.5量測方案

試件主要量測內容為：①節點破壞情況；②枋端塑性鉸區域破壞情況及變形情況；③節點核心區箍筋應變及承載力；④枋端縱筋、箍筋應變及承載力；⑤柱頂荷載-位移滯回關系。

應變數據由8通道DC-104R動態應變數據采集儀實時記錄，上柱柱端水平荷載-位移關系通過MTS加載系統自動采集。應變片布置如圖5所示。

2 試驗破壞現象及受力機理分析

2.1加載破壞過程

試件SLJ-1～SLJ-3試驗過程及試件破壞現象基本相同，整個加載過程大致可分4個階段：

(a) 正視圖

(b) 俯視圖

(c) 仰視圖

(1) 開裂階段：豎向荷載加載至預定值后，施加柱端水平荷載，隨著水平荷載增大，枋端出現彎曲裂縫。各試件開裂荷載大致相等，表明附設黏滯阻尼器對改善節點抗裂能力不明顯；

(2) 屈服階段：隨著柱端水平荷載的繼續增大，枋端出現彎剪裂縫，節點核心區兩側裂縫分布大致對稱，隨著荷載的增大，裂縫繼續擴展，并伴隨新裂縫的出現。隨后，枋端鋼筋率先屈服，水平荷載-位移滯回曲線出現明顯的拐點，經判斷，試件進入彈塑性工作階段，此時，核心區鋼筋仍處于彈性工作階段；

(3) 極限階段：試件進入彈塑性階段后，承載力仍繼續增大，直至達到峰值。在該加載過程中，枋端鋼筋相繼屈服。枋端混凝土局部壓碎剝落嚴重，但未見鋼筋裸露。枋端與柱連接區域形成貫通裂縫；

(4) 破壞階段：水平荷載超過峰值荷載之后，隨著水平位移的增大，枋端混凝土壓碎剝落區域逐漸擴大，在加載過程中，有明顯的混凝土大面積剝落現象，且可見枋端鋼筋外露，但核心區均未見明顯裂縫。試件SLJ-1在加載的最后幾個工況，枋端混凝土已大部分剝落，枋端形成鉸接點，不適宜繼續加載，且柱頂最大水平荷載已下降至峰值荷載85%以下，試件宣告破壞，終止試驗。試件SLJ-2及SLJ-3，加載至最后幾個工況，枋端亦是混凝土大部分剝落，鋼筋外露，與柱連接處枋端的上頂面、下底面混凝土已完全壓碎剝落，形成凹陷，隨著加載的繼續，該凹陷區域逐漸擴大，最終枋端上頂面混凝土完全剝落，此時，枋端已形成完全鉸支座，但黏滯阻尼器作為支撐存在，確保結構繼續承載，最終試件因枋端破壞嚴重，且柱頂最大水平荷載已下降至峰值荷載的85%以下，試件宣告破壞，終止試驗。

試件的最終破壞形態如圖6所示。

(a) 試件最終破壞形態

(b) SLJ-1枋端混凝土貫通裂縫

(d) SLJ-2混凝土剝落

(e) SLJ-3混凝土剝落、鋼筋外露

圖6 破壞形態

Fig.6 Failure pattern of specimens

2.2破壞模式分析

對試件最終破壞形態及受力過程進行分析，概述如下：

當荷載較小時，試件處于彈性工作階段，卸載后無殘余變形，其水平荷載-位移滯回曲線基本表現為線性關系，滯回曲線包絡面積較小，試件耗能主要是以可恢復的彈性應變能為主；隨著荷載的增大，試件裂縫增大增寬，枋端混凝土壓碎剝落，鋼筋外露，枋端與柱交接處形成貫通裂縫，枋端上下面混凝土壓碎剝落尤為嚴重。對于未附設粘滯阻尼器的試件，當枋端出現塑性鉸，繼續加載，結構變成可變體系，不適宜繼續加載而終止試驗；對于附設黏滯阻尼器的試件，枋端形成梁鉸機制，而附設的黏滯阻尼器作為支撐，可確保結構繼續承載，最終試件因枋端破壞嚴重，且柱頂最大水平荷載已下降至峰值荷載的85%以下，終止試驗。

綜上分析，可知，有控結構及無控結構破壞模式主要分為兩大類：

(1) 對于無控結構，試件因形成梁鉸機制，不適宜繼續加載，從而終止試驗，試件破壞類型為梁鉸破壞機制；

(2) 對于有控結構，試件雖形成梁鉸機制，但黏滯阻尼器可作為支撐存在，可確保結構繼續承載，試件荷載-位移曲線下降段較平緩,試件破壞為梁鉸破壞機制。

3 試驗結果及分析

3.1應變分析

以試件SLJ-1、SLJ-2為例，分析仿古建筑混凝土枋-柱節點枋端及核心區應變，研究其節點不同部位應變特點。

選取枋端塑性鉸區域電阻應變片2、7及核心區電阻應變片1進行應變分析。各測點荷載-應變曲線如圖7、圖8所示。

3.1.1 SLJ-1應變分析

試件SLJ-1測點2，其水平荷載-應變曲線如圖7(a)、7(b)示，在工況10時最大應變值在630 με以內，小于材料的屈服應變值，卸載后幾乎無殘余應變，表明試件仍在彈性工作階段；隨著加載的繼續，至工況14時，鋼筋應變值達到2 300 με，明顯超過材料屈服應變值，卸載后存在殘余應變，說明試件進入彈塑性工作階段。

(a) SLJ-1測點2工況10

(b) SLJ-1測點2工況14

(c) SLJ-1測點7工況11

(d) SLJ-1測點7工況17

(e) SLJ-1測點1工況18

試件SLJ-1測點7的水平荷載-應變曲線如圖7(c)、7(d)所示，在工況11時，該處最大應變值已達到2 400 με，超過了材料的屈服應變值，說明已進入彈塑性工作狀態；至工況17時，枋端縱筋應變值已達到11 600 με，殘余應變較大。

試件SLJ-1測點1的荷載-應變曲線如圖7(e)示，加載至工況18時，箍筋最大應變值約為860 με，小于材料屈服應變值，且幾乎無殘余應變，說明核心區仍在彈性工作階段，滿足“強節點，弱構件”抗震設防要求，試件破壞位置在枋端塑性鉸區域，結合試驗過程中觀察到的試件破壞現象，判斷為梁鉸破壞機制。

3.1.2 SLJ-2應變分析

試件SLJ-2測點2，其荷載-應變曲線如圖8(a)、8(b)示，在工況10時最大應變值在480 με以內，明顯小于材料的屈服應變值，且該值小于試件SLJ-1對應工況下同一位置應變值，試件卸載后幾乎無殘余應變，說明試件仍處于彈性工作階段；隨著加載的繼續，至工況15時，該處鋼筋應變值已達到2 600 με，明顯超過材料屈服應變值，卸載后存在殘余應變，說明試件進入到彈塑性工作階段。

SLJ-2試件測點7，其荷載-應變曲線如圖8(c)、8(d)示，在工況11時，該處最大應變值已達到了10 000 με，表明該工況下，該處已進入到彈塑性工作狀態；至工況17時，枋端縱筋應變值已達到12 600 με，殘余應變較大，說明在屈服前，黏滯阻尼器可減小試件的應變，屈服后對應變變化無明顯影響。

(a) SLJ-2測點2工況10

(b) SLJ-2測點2工況15

(c) SLJ-2測點7工況11

(d) SLJ-2測點7工況17

(e) SLJ-2測點1工況19

位于柱核心區位置的SLJ-2試件測點1，其荷載-應變曲線如圖8(e)示，加載至工況19時，該處箍筋最大應變值約為1 500 με，略大于材料屈服應變值，幾乎無殘余應變，說明核心區由彈性工作階段向彈塑性階段工作階段過渡，滿足“強柱弱梁、強剪弱彎、強節點，弱構件”抗震設防要求試件破壞位置在枋端塑性鉸區域，結合試驗過程中觀察到的試件破壞現象，最終判斷為梁鉸破壞機制。

3.2試件水平荷載-位移滯回曲線

滯回曲線主要由滯回環構成，綜合反映了結構或構件的抗震性能，及構件的承載能力、延性性能、剛度退化規律和耗能能力等性能，是對結構或構件進行彈塑性分析的主要依據。試件P-Δ滯回曲線如圖9所示，圖中P為柱頂水平荷載，Δ為相應的柱頂水平位移。

(a) SLJ-1荷載-位移滯回曲線

(b) SLJ-2荷載-位移滯回曲線

(c) SLJ-3荷載-位移滯回曲線

由圖9可知，仿古建筑混凝土枋-柱節點滯回曲線具有以下主要特點：

(1) 總體上，滯回曲線飽滿，表現出良好的耗能能力；

(2) 當荷載較小時，水平荷載-位移滯回曲線包絡面積較小，荷載與位移基本呈直線關系，表明試件處于彈性工作階段，剛度退化不明顯，卸載至零，幾乎無殘余變形，試件耗能能力小；

(3) 隨著荷載增大，滯回環包絡面積逐漸增大，滯回曲線逐漸向位移軸傾斜，試件剛度逐漸退化，這是由于隨著荷載的增大，枋端鋼筋屈服及混凝土壓碎的范圍也逐漸增大，試件由彈性工作階段逐步過渡到彈塑性階段導致；

(4) 附設黏滯阻尼器的試件進入彈塑性工作階段后，水平荷載-位移曲線會經歷較長的接近水平的強化階段，且其承載力明顯高于未布置黏滯阻尼器的無控結構，表明黏滯阻尼器的附設可顯著提高試件的承載力；

(5) 附設黏滯阻尼器的試件滯回曲線較無控結構更加飽滿，包絡的面積更大，說明附設黏滯阻尼器后的節點試件具有更優的耗能能力和抗震性能；

3.3黏滯阻尼器阻尼力-位移滯回曲線

以試件SLJ-2黏滯阻尼器阻尼力-位移曲線為例，選取工況10、工況19、工況23等典型工況下黏滯阻尼器阻尼力-位移曲線分析,如圖10所示。

(a) 工況10時西側

(b) 工況10時東側

(c) 工況19時西側

(d) 工況19時東側

(e) 工況23西側

(f) 工況23東側

由圖10可知：

(1) 隨著控制位移的不斷增大，黏滯阻尼器的阻尼力及軸向位移不斷增大，說明輸入的能量越大，則黏滯阻尼器的反應越大，更利于確保結構的正常使用；阻尼器阻尼力-位移曲線最大荷載隨著加載速率的不同而不同，反應了黏滯阻尼器作為速度相關型阻尼器的特征。

(2) 黏滯阻尼器的阻尼力-位移曲線較為飽滿，說明該阻尼器具有較好的耗能能力。黏滯阻尼器的阻尼力-位移滯回曲線具有一定的傾角，這是由于黏滯阻尼器雖然本身不具有剛度，但在加載的瞬間，黏滯阻尼器具有一定的“瞬時剛度”，同時，曲線的斜率表示黏滯阻尼器的儲能剛度，并且曲線的斜率并不是固定的，而是隨著荷載的不斷增大而發生變化，黏滯阻尼器的彈性剛度為一種動態剛度。

(3) 從黏滯阻尼器阻尼力-位移曲線上看出，滯回曲線并不完全重合，具有一定的“錯動”，且該“錯動”隨著工況控制位移的增大而愈加明顯，這是由于在加載過程中試件存在損傷累積，從而使得試件剛度及強度退化導致的。

(4) 黏滯阻尼器的阻尼力-位移滯回曲線在位移零點附近存在“凹陷”現象，這是由于試驗加載制度造成的，試驗過程中，同級位移加載以循環后會稍微停頓一下，然后在進行下一循環的加載，因此，每一循環加載起始時阻尼器活塞都從中間位置起步，并在中間位置結束，此時，活塞的運動速度下降至零，因此阻尼器的阻尼力也下降至零，導致阻尼器的滯回曲線在零點附近存在“凹陷”現象。

(5) 黏滯阻尼器阻尼力-位移滯回曲線沿位移軸有一定的平移錯動，這是由于黏滯阻尼器在安裝的過程中存在一定的空隙，且黏滯阻尼器在注油的過程中可能存在氣泡。

3.4試件水平荷載-位移骨架曲線

采用“Park法”[12]確定試件的屈服點，相應坐標即為屈服荷載Py和屈服位移Δy。破壞荷載Pu定義為0.85Pm，相應的柱頂水平位移定義為破壞位移Δu。Pm為柱頂極限荷載，相應的柱頂位移為Δm。各試件的骨架曲線如圖11所示，各特征點處相應的荷載及位移列于表4中。

圖11 試件骨架曲線

試件編號屈服極限破壞Py/kNΔy/mmPm/kNΔm/mmPu/kNΔu/mmSLJ-128.319.032.329.227.558.827.522.435.544.730.170.9SLJ-247.235.550.142.942.673.136.823.445.569.738.781.7SLJ-335.828.242.942.336.581.235.119.537.543.731.971.9

由圖11及表4可知：

(1) 試件在恒定豎向荷載和水平往復荷載作用下經歷了開裂、屈服、極限和破壞四個階段，但在試件骨架曲線上并未出現屈服拐點，說明試件的屈服是一個從局部向整體逐漸擴散的過程。根據試驗測試結果，可將枋端鋼筋開始屈服，試件滯回曲線出現拐點作為試件屈服標志。

(2) 通過與已有的試驗結果[13]相比較，可知：與鋼筋混凝土框架結構節點相比，未附設黏滯阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱節點延性及耗能能力要弱于普通混凝土梁-柱節點，但附設黏滯阻尼器的有控結構，耗能能力要優于普通混凝土梁-柱節點，其骨架曲線有平緩的下降段。

(3) 試件SLJ-2、SLJ-3抵御外荷載的能力明顯高于對比試件SLJ-1，且破壞階段時，其骨架曲線下降段相對于無控結構較平緩，說明附設黏滯阻尼器可顯著提高試件抵御外荷載的能力及延性性能。

(4) 與試件SLJ-3相比，附設設計荷載較大的黏滯阻尼器的試件SLJ-2具有更高的極限荷載，且其骨架曲線與坐標軸所圍成的面積相對較大，但其骨架曲線的下降段相對較陡，表明增大黏滯阻尼器的設計荷載能在一定程度上提高試件的承載力。

3.5延性及耗能能力分析

各試件位移延性系數及耗能能力指標如表5、表6所示。其中位移延性系數μ為試件達到破壞時的柱頂水平位移Δu與試件達到屈服荷載時柱頂水平位移Δy之比。結構耗能能力采用等效黏滯阻尼系數he及功比系數IW[14]表征。

表5 試件延性系數

表6 試件耗能指標

由表5、表6可以看出：

(1) 試件SLJ-1位移延性系數要低于試件SLJ-2、SLJ-3，說明附設黏滯阻尼器可在一定程度上提高試件的延性。

(2) 試件SLJ-2位移延性系數要明顯高于試件SLJ-3，說明不同型號的黏滯阻尼器對提高仿古建筑混凝土枋-柱節點的延性程度不同，對于本類型試件，附設黏滯阻尼器設計荷載大的試件位移延性更優良。

(3) 試件SLJ-2、SLJ-3的等效黏滯阻尼系數明顯高于試件SLJ-1，屈服荷載時，he提高約為23.0%～26.9%；極限荷載時，he提高約為29.2%～31.2%；破壞荷載時，he提高約為43.1%～43.8%，說明附設黏滯阻尼器可顯著提高試件的耗能能力。

(4) 試件SLJ-2所布置的黏滯阻尼器設計荷載要大于試件SLJ-3，但其極限荷載及破壞荷載時的he要低于試件SLJ-3，說明所布置的黏滯阻尼器設計荷載大小與試件耗能能力并沒有正比關系，并非是黏滯阻尼器設計荷載大的試件耗能能力大。

(5) 通過與已有的研究結果[13]相比較，極限荷載時，普通鋼筋混凝土節點等效黏滯阻尼系數為0.1左右，型鋼混凝土節點的等效黏滯阻尼系數約為0.3，而本試驗試件he為0.192～0.279，說明該類型節點耗能能力強，耗能指標滿足結構抗震設計的要求。

(6) 試件功比系數均較大，說明結構在超過了其極限點之后的下降階段仍具有較高的耗能能力。試件SLJ-2、SLJ-3的功比系數均大于SLJ-1，且根據已有研究結果[15-16]，鋼筋混凝土結構、鋼結構在破壞點的功比系數分別約為10、40，表明附設黏滯阻尼器后試件具有優于普通混凝土構件的耗能能力，布置黏滯阻尼器可大幅度提升試件的整體抗震性能及力學性能。

3.6剛度退化分析

結構或構件在同一級位移下控制點不同循環周次之間的剛度退化可用割線剛度Ki表示。割線剛度按式(2)計算。其含義是試件第i次加載循環的割線剛度等于第i次循環的正負最大荷載的絕對值之和與相應變形絕對值之和的比值。割線剛度按下式計算：

(2)

式中：+Pi(-Pi)為正(負)向加載時第i次加載循環峰值荷載；+Δi(-Δi)為正(負)向加載時第i次加載循環峰值荷載對應的位移值。

圖12 剛度退化曲線

由于試件在彈性階段沒有明顯的剛度退化現象，故取試件從彈塑性階段到破壞階段的剛度作為研究對象。試件剛度退化曲線如圖11所示，從圖中可知：

(1) 各試件的割線剛度隨著加載位移的增大而降低，反映了試件在水平反復荷載作用下的剛度退化；究其原因隨著荷載的增大，試件累積損傷增大，混凝土開裂剝落，鋼筋屈服等。

(2) 各試件的剛度退化曲線基本平行，說明各試件剛度退化規律基本一致，在試件屈服后剛度下降速率逐漸變得平緩，最后趨于穩定。

(3) 試件SLJ-2、SLJ-3剛度退化規律雖大致相同，但SLJ-3試件在剛度開始退化時要明顯小于SLJ-2試件，說明黏滯阻尼器荷載設計值對試件剛度退化并沒有直接關系。

4 結 論

通過3個仿古建筑混凝土枋-柱節點的動力試驗，包括2個附設黏滯阻尼器的試件及1個未附設黏滯阻尼器的對比試件，得到節點受力特點和抗震性能的主要結論如下：

(1) 試驗中試件的破壞機制雖都為梁鉸破壞機制，但破壞過程受試件是否附設黏滯阻尼器影響較大，對于無控結構，試件因形成梁鉸機制，變成可變體系，不適宜繼續加載，終止試驗；對于有控結構，試件雖形成梁鉸機制，但黏滯阻尼器可作為支撐存在，防止結構變成可變體系。

(2) 附設黏滯阻尼器可顯著提高試件抵御外荷載的能力及耗能能力，在一定程度上可提高試件的延性性能。

(3) 附設黏滯阻尼器的試件破壞時，等效黏滯阻尼系數he=0.392～0.397，功比系數IW=16.4～19.8，其耗能能力優于普通混凝土梁-柱節點耗能能力。

(4) 達到屈服荷載后，剛度下降速率逐漸變的平緩，最后趨于穩定；對于有控試件，試件剛度退化與所附設黏滯阻尼器設計荷載并無直接關系。

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Testsfordynamicperformanceofaconcretelintel-columnjointwithaviscousdamperinarchaizedbuildings

XUE Jianyang, DONG Jinshuang, SUI Yan, QI Liangjie, XU Dan

(College of Civil Engineering, Xi’an University of Architecture & Technology, Xi’an 710055, China)

In order to analyze aseismic behaviors of a concrete lintel-column joint with a viscous damper in archaized buildings under seismic actions, 3 specimens were made including two ones with viscous dampers called controlled structures and one without viscous damper called non-controlled structure. The dynamic tests were conducted for these 3 joints. Their failure process and patterns were observed. Their failure characteristics, load-displacement hysteretic curves, skeleton curves, load-bearing capacity and stiffness degradation were analyzed. The test results indicated that the load-bearing capacity of two controlled structures is obviously higher than that of the non-controlled structure, the mean values of their yield load increase value and ultimate load increase value are 27.4% and 22.4%, respectively; meanwhile, the displacement ductility and the energy-dissipating ability of two controlled structures are superior to those of the non-controlled one. Compared with the non-controlled structure, the equivalent viscous damping coefficient of two controlled structures is improved by 27.3%～30.8%; so, the aseismic performance of the controlled structures is superior to that of the non-controlled one.

archaized building; concrete; dynamic test; aseismic behavior; viscous damper

國家自然科學基金(51208411)；陜西省科學技術研究發展計劃(2013KW23-01)

2016-04-26 修改稿收到日期：2016-07-16

薛建陽 男，博士，教授，1970年生

TU375

： A

10.13465/j.cnki.jvs.2017.17.032