動力荷載下傳統風格建筑雙梁-柱節點抗震性能試驗研究

薛建陽　馬林林　隋龑　 董金爽

摘要： 為研究傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點的破壞特征及抗震性能，進行了2個節點試件的動力循環加載試驗，包括一個典型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點和一個單梁?柱節點。觀察了節點試件的受力過程及破壞特征，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，并對其破壞模式進行了分析。研究結果表明：相對于單梁?柱節點，傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點承載力和剛度較高，其耗能能力和位移延性略小于單梁?柱節點;兩者剛度退化規律基本一致。總體上，傳統風格建筑混凝土雙梁?柱試件的變形及耗能能力較強，抗震性能良好。在試驗研究的基礎上，利用ABAQUS軟件對傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點進行了非線性數值模擬，研究了軸壓比、混凝土強度、上下梁間距等參數對其力學性能的影響。結果表明：隨混凝土強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;隨混凝土強度的提高，延性逐漸降低。

關鍵詞： 傳統風格建筑; 雙梁?柱節點; 抗震性能; 動力循環加載; 破壞模式

中圖分類號： TU398; TU311.3??? 文獻標志碼： A??? 文章編號： 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、耐久性好和節省后期維修費用等優點，以及良好的可塑性，使其成為傳統風格建筑（又稱仿古建筑）的主要建筑材料^[1]。

傳統風格建筑中，屋蓋集中了結構的大部分重量，采用梭柱時，柱截面尺寸存在收分，使得柱上部分軸壓比較大，結構抗震性能下降，限制了結構在抗震設防要求較高地區的使用^[2]。目前，國內外對普通框架結構梁?柱節點研究較全面^[3?5]，而對傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點（如圖1所示）的研究較少，且現行規范未對此類構件做出相關規定。薛建陽等^[6?7]進行了傳統風格鋼結構梁?柱節點試驗研究;謝啟芳等^[8]進行了4個傳統風格建筑鋼筋混凝土梁?柱節點擬靜力試驗，得出如果按常規梁?柱節點設計，該類節點很難滿足結構抗震設防要求的結論。此外，梁柱節點試驗多采用擬靜力加載制度，與地震作用下結構的實際受力狀況存在較大差別，如何獲得地震作用下傳統風格建筑雙梁?柱節點更真實的受力狀況及力學性能，是當前傳統風格建筑亟需解決的關鍵問題之一。

鑒于此，本文對1個典型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點進行動力循環加載下的試驗研究。為了對比，同時設計了1個混凝土單梁?柱節點試件，試件的上柱均為鋼管混凝土柱，對其破壞模式及抗震性能進行了對比分析。

2 試驗概況

2.1 試件設計

由西安某景區殿堂式傳統風格建筑工程實例，并按清工部《工程做法則例》^[9]中材份制規定，選取水平荷載作用下梁、柱反彎點間的部分，設計了2個縮尺比為1∶2的混凝土梁?柱節點，包括1個典型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點試件DLJ和1個單梁?柱節點對比試件SLJ。為便于對比研究，雙梁?柱節點上梁及柱尺寸（如圖2所示）與單梁?柱節點梁柱尺寸（如圖3所示）相同。試件采用C40商品混凝土，澆筑時，預留邊長為150 mm的標準立方體試塊，并與試件同條件養護，實測其抗壓強度平均值為58.2 MPa。試件設計軸壓比n=0.25。鋼材材性指標如表1所示。

為便于敘述，規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，在梁柱節點區均設有圓形箍筋，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計值，然后采用500 kN電液伺服作動器在柱端施加動態水平往復荷載，作動器量程為±250 mm。千斤頂與反力梁之間設置滾輪，保證千斤頂能夠隨柱頂實時水平移動。試驗時，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且保持相同的豎向距離，以保證上、下梁之間不產生彎矩和剪力，僅傳遞豎向力，如圖4（b）所示。

試件加載結束的標志為：當試件的側向變形過大不能繼續承載，或水平荷載下降到峰值荷載的85%。

2.3 加載制度

為了更真實可靠地模擬地震作用，試驗采用動力加載制度，通過MTS793電液伺服程控結構試驗系統輸入正弦波荷載以便更好研究動態循環荷載作用下試件的力學性能。正弦波振幅及頻率由《建筑抗震設計規范》（GB50011?2010）及《中國地震烈度表》（GB/T 17742?2008）^[10]確定。

不同的峰值加速度對應不同的地震烈度，根據輸入正弦波峰值加速度的不同，本次加載共分為10個工況，試驗中采用的動力加載制度如表2所示。

2.4 量測方案

為考察梁端塑性鉸區域、節點核心區的承載力及變形，在相應位置處鋼筋上預埋應變片。試驗數據均由8通道DC?104R動態應變數據采集儀實時采集記錄。應變片布置如圖5和6所示。

3 試驗過程及破壞形態

兩試件破壞過程基本類似，大致分為4個階段。

（1）試件DLJ破壞過程

①在控制位移達到27 mm前，荷載?位移曲線呈線性關系，說明試件基本在彈性范圍內工作;②隨著加載的繼續，控制位移達到40 mm時，試件剛度出現明顯退化，上梁梁端塑性鉸區域已出現明顯裂縫，梁端塑性鉸區域應變片大部分超過了材料的屈服應變，同時試件荷載?位移曲線出現明顯拐點，表明試件達到屈服，進入彈塑性工作階段;③繼續加載至荷載分別達到正向、負向極限荷載，試件梁端塑性鉸區域混凝土出現明顯剝落現象，上梁梁端混凝土剝落嚴重，控制位移達到77 mm時，加載過程中伴有混凝土壓漬和剝落;④隨著荷載的繼續增加，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，此時試件轉角為1/40，當轉角達到1/38時，下梁梁端與柱相交處形成塑性鉸。

試件的最終破壞形態如圖7所示。

（2）試件SLJ破壞過程

①當加載至控制位移達到15 mm前，荷載?位移曲線基本呈線性關系，試件在彈性范圍內工作;②隨著加載的繼續，控制位移達到40 mm時，構件剛度出現明顯退化，梁端塑性鉸區域應變片均超過了材料的屈服應變，同時試件荷載?位移曲線出現明顯拐點，表明試件達到屈服，進入彈塑性階段;③繼續加載至荷載分別達到正向、負向極限荷載，試件梁端塑性鉸區域混凝土破壞嚴重，加載過程中伴有混凝土剝落;④繼續加載，梁端混凝土剝落更加嚴重，梁端形成塑性鉸。

綜上所述，可知：

1）DLJ及SLJ試件在加載過程中，隨著荷載的不斷增大，試件均出現不同程度的裂縫開展及混凝土剝落現象，導致其剛度及強度退化;

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

4 主要試驗結果及分析

4.1 應變分析

4.1.1 DLJ應變分析

選取應變片測點2、測點3、測點8進行應變分析。各測點荷載?應變曲線如圖8所示。由圖8（a）可知，試件DLJ測點3在控制位移為27 mm時最大應變值為920 με，明顯小于屈服應變，表明上梁梁端尚未達到屈服;隨著加載的繼續，控制位移為65 mm時，測點3最大應變值達到2200 με，超過材料的屈服值，表明上梁梁端區域進入到彈塑性工作階段，試件卸載后存在殘余變形。

試件DLJ測點8在控制位移為27 mm時最大應變值為1400 με，接近材料屈服應變值，表明此工況時下梁處于彈性工作階段的末期;加載至控制位移為77 mm時，最大應變值達到12300 με，遠遠超過材料屈服應變值，說明此時下梁已處于塑性工作階段末期，結合試驗現象，此時下梁梁端形成塑性鉸，上梁梁端破壞相對嚴重。

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

4.1.2 SLJ應變分析

SLJ節點試件梁端裂縫最先出現，受力較大，核心區為受剪區域，選取梁端塑性鉸區域應變片7及核心區應變片1進行應變分析。各測點荷載?應變曲線如圖9所示。

試件SLJ測點7在控制位移為40 mm時最大應變值為2400 με，超過材料的屈服應變，表明該處已進入到彈塑性工作階段。隨著加載繼續，該部位應變迅速增大，最大應變值達到11600 με，遠超過材料的屈服應變，此時，試件該位置處部分混凝土剝落，裂縫寬度約為3 mm，梁端上頂面可見鋼筋，而下表面未見鋼筋裸露，說明該位置進入塑性階段。

SLJ節點試件測點1位于柱核心區位置，由圖9（c）可知，控制位移為77 mm時，箍筋應變值最大為2000 με，達到材料的屈服應變值，試件破壞位置在梁端塑性鉸區域，結合試驗過程中觀察到的試件破壞現象，最終判斷破壞類型為梁鉸破壞機制。

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備的影響：一方面是受試驗采用動力加載方式的影響，MTS位移采集系統不能平穩的采集數據;另一方面是由于在快速加載過程中，MTS加載設備在送油及回油過程不能保證速率固定。雖然試件P?Δ曲線呈現一定的鋸齒狀，但仍能客觀地反映試件的力學特征。

由圖10可知：

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

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

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

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，荷載?位移曲線基本呈線性關系，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?位移曲線表現出明顯的非線性，出現了明顯的拐點，剛度及強度開始退化，荷載增長滯后于變形的增長。

（2）對比SLJ及DLJ可知，雙梁?柱節點在加載初期剛度略大于單梁?柱節點，說明雙梁?柱節點下梁的存在提高了試件的剛度;屈服后，SLJ很快達到極限荷載，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?柱節點，雙梁對節點區均有約束，節點區域明顯大于單梁?柱節點，提高了試件的承載力，但在加載后期，下梁的存在導致上下梁變形不協調，內力分布不均勻，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。破壞荷載取試件骨架曲線中荷載下降到85%峰值荷載時所對應荷載值。試驗中各試件相應特征點的試驗值如表3所示，采用位移延性系數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比試件SLJ，這是由于DLJ雙梁?柱節點中的下梁可分擔一部分荷載。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，說明雙梁?柱節點試件的承載力顯著提高。

（2）雙梁?柱節點的位移延性系數為2.66，相比單梁?柱節點降低約18.1%，這是由于雙梁?柱節點試件中下梁的存在導致其內力分布不均勻，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等效黏滯阻尼系數h_e來反映。試件在各階段的等效黏滯阻尼系數如表4所示。表中J?1至J?4為文獻[8]中試件的等效黏滯阻尼系數。

由表4可知，上柱加強型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點試件在各個特征點的等效黏滯阻尼系數略低于單梁?柱節點，但高于普通傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點，說明上柱加強型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點耗能能力較強，其抗震性能優越。

對試件滯回環所圍成的面積進行計算，如圖12所示。

由圖12并結合表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，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的彈性應變能為主。

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

（3）滯回耗能曲線中每個“臺階”均由3個數據點組成，第3個滯回環耗能較第一個滯回環小，說明在同級位移下，試件強度逐步退化，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，割線剛度按下式計算

式中P_i為第i次循環峰值點的荷載;Δ_i為第i次循環峰值點的位移。計算結果如圖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和損傷累積，對混凝土結構梁?柱節點而言，這種損傷主要表現為鋼筋的屈服、混凝土裂縫的開展及縫寬的增大、貫通裂縫的形成以及混凝土剝落等。

（2）傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點剛度大于單梁?柱試件，這是由于雙梁?柱節點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，這是由于達到極限承載力后，試件不再有新裂縫出現，且鋼筋已大部分達到屈服。

4.7 承載力衰減分析

各試件在動態循環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λ_i（各級荷載與極限承載力之比）來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）試件達到極限承載力前，各試件在同級正負向加載過程中，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）試件達到極限承載力后，隨著水平荷載和循環次數的增加，其承載力退化明顯，且總體上呈加快的趨勢。這主要是混凝土嚴重剝落、鋼筋屈服及試件損傷累積造成的。

（3）加載后期，上柱加強型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點承載力衰減速率小于單梁?柱節點，這是由于雙梁?柱節點的獨特構造形式，梁端出現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 參數分析

5.1 有限元模型的建立

為對傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點試件抗震性能的主要影響因素進行分析，采用有限元軟件ABAQUS建立試件的三維有限元模型。建模時，模型截面尺寸和試驗試件尺寸完全相同，鋼材采用雙線性強化模型，混凝土采用Kent?Scott?Park約束混凝土本構模型，鋼管與混凝土間采用綁定（Tie）的方式定義接觸關系，鋼筋與混凝土間采用嵌入（Embed）的方式定義接觸關系^[12]。模型選用S4R殼單元，網格劃分采用結構優化網格技術;定義與試驗一致的邊界條件，在加載部位設置高強墊板避免加載端出現應力集中，將荷載施加在高強墊板之上，將加載步設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 有限元模型驗證

為驗證上述非線性有限元模型的合理性和準確性，采用與試驗一致的邊界條件對有限元模型進行分析，并與試驗結果對比分析。數值分析中材料本構關系特征點由其材性試驗確定。

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

5.3 參數分析

為深入研究傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點受力性能，了解主要參數對構件的影響，選取軸壓比n、混凝土強度f_c、上下梁間距h等關鍵參數進行分析。

5.3.1 軸壓比n

在試驗基礎上，保持其他參數不變，選取不同的軸壓比n，n分別為0.25，0.50，0.75。計算結果如表5及圖17所示。

由表5、圖17可知：軸壓比的變化對試件的初始剛度影響較小，但對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效應愈加明顯，使得極限荷載變小，與軸壓比n=0.25時相比，軸壓比為0.50，0.75時，試件的極限荷載分別下降了2.5%和9.6%，說明軸壓比的變化對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，與軸壓比n=0.25時相比，軸壓比為0.50，0.75時試件的延性分別下降了17.9%和20.0%，說明增大軸壓比，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 混凝土強度f_c

為研究不同混凝土強度f_c對節點受力性能的影響，在試驗的基礎上，保持其他參數不變，選取不同混凝土強度f_c，取f_c分別為20，30，40 MPa。

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

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

總體上，隨著混凝土強度的提高，試件的初始剛度變化較小，其承載力呈增大趨勢，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節點受力性能影響，在試驗的基礎上，保持其他參數不變，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的改變對試件彈性階段影響較小，而對其承載力及延性影響較大。與上下梁間距h=150 mm時相比，h分別為200，250 mm時試件的承載力分別增大了9.5%，16.7%，說明上下梁間距h的提高對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，與上下梁間距h=150 mm時相比，h分別為200，250 mm時試件的延性系數分別降低了21.0%，23.1%，說明在一定范圍內，上下梁間距h的變化對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? 論

（1）動力循環荷載作用下，各試件破壞形態為梁鉸破壞機制，節點區無明顯裂縫，試件滯回曲線飽滿，抗震性能較好。

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

（3）上柱加強型傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點等效黏滯阻尼系數高于普通鋼筋混凝土傳統風格建筑雙梁?柱節點，表明前者耗能能力優于后者;混凝土傳統風格建筑雙梁?柱節點位移延性系數略低于單梁?柱節點，但其承載力明顯高于單梁?柱節點，體現了優越的抗震性能。

（4）隨混凝土強度、上下梁間距的增大，傳統風格建筑混凝土雙梁?柱節點的承載力得以提高，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?柱節點的承載力提高，但延性降低。

參考文獻：

[1]??????? 馬炳堅.中國古建筑木作營造技術[M].北京：科學技術出版社，2003.

[2]??????? 趙鴻鐵，薛建陽，隋? 龑，等.中國古建筑結構及其抗震：試驗、理論及加固方法[M].北京：科學出版社， 2012.

[3]??????? Zhang J W， Li X Y， Cao W L， et al. Cyclic behavior of steel tube-reinforced high-strength concrete composite columns with high-strength steel bars[J]. Engineering Structures， 2019，189：565-579.

[4]??????? Piotr L， Anna D， Przemys?aw K. Comparison of steel-concrete composite column and steel column[J]. Composite Structures， 2018， 202（15）： 82-88.

[5]??????? Mark D D， Jerome F H， Tiziano P， et al. Elastic flexural rigidity of steel-concrete composite columns [J]. Engineering Structures， 2018，160（1）： 293-303.

[6]??????? 薛建陽，吳占景，隋? 龑，等.仿古建筑鋼結構雙梁-柱邊節點抗震性能試驗研究[J].建筑結構學報， 2015，03： 80-89.

Xue Jianyang， Wu Zhanjing， Sui Yan，et al. Experimental study on seismic performance of steel double-beams column exterior joints in antique style building[J]. Journal of Building Structures， 2015，03： 80-89.

[7]??????? 薛建陽，吳占景，隋? 龑，等.傳統風格建筑鋼結構雙梁-柱中節點抗震性能試驗研究及有限元分析[J].工程力學，2016，33（5）： 97-105.

Xue Jianyang， Wu Zhanjing， Sui Yan， et al. Experimental study and numerical analysis on seismic performance of steel double-beams-column interior-joints in traditional style building[J]. Engineering Mechanics， 2016，33（5）： 97-105.

[8]??????? 謝啟芳，李? 朋，王? 龍，等.傳統風格鋼筋混凝土梁-柱節點抗剪機理分析與抗剪承載力計算[J].建筑結構， 2014，44（19）： 81-86.

Xie Qifang， Li Peng， Wang Long， et al. Shear mechanism analysis and shear capacity calculation of the RC column-beam joint built in traditional style[J]. Building Structure， 2014，44（19）： 81-86.

[9]??????? 梁思成.清工部《工程做法則例圖解》[M].北京：清華大學出版社，2006.

[10]????? GB/T 17742-2008.中國地震烈度表[S].北京：中國建筑工業出版社， 2008.

GB/T 17742-2008. The Chinese Seismic Intensity Scale?[S]. Beijing： China Architecture & Building Press， 2008.

[11]????? Elnashai A S， Broderick B M， Dowling P J. Earthquake-resistant composite steel/concrete structure[J]. The Structural Engineering， 1995，73（8）： 121-132.

[12]????? 趙鴻鐵.鋼與混凝土組合結構[M].北京：科學出版社，2001.

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

作者簡介： 薛建陽（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