传统风格建筑(图 1(a))是中国古建筑风格与现代建筑材料的有机结合，能展现良好的文化特色和地域特色，在历史文化街区和仿古景点的改造与建设中应用前景广阔。
当前，传统风格建筑力学性能的研究尚处于起步阶段，缺乏相应的计算依据及规范规定。中国台湾9·21地震中，武昌宫结构柱和节点域发生压溃破坏(图 1(b))，表明传统风格建筑的设计并不能完全依据常规设计方法和设计理念。薛建阳等[1―3]对传统风格建筑钢结构双枋-柱节点及附设黏滞阻尼器的传统风格建筑混凝土单枋-柱节点进行了试验研究；隋龑等[4]进行了附设黏滞阻尼器的传统风格建筑混凝土梁柱组合件的抗震性能试验研究；李朋[5]等进行了传统风格建筑混凝土双梁-柱节点试验。结果表明，这类建筑节点的抗震性能明显低于现代一般建筑的梁-柱节点。而采用黏滞阻尼器进行建筑结构的减震设计和加固，是提升结构整体抗震性能的重要措施[6―8]。
图1 传统风格建筑及其地震破坏
Fig.1 Traditional style building and its seismic collapse
鉴于此，课题组设计了3个传统风格建筑混凝土双枋-柱节点，其中在2个双枋-柱节点处(相当于古建筑的雀替位置)附设黏滞阻尼器。采用动力循环加载形式，对其施加正弦波荷载，研究其破坏特征及力学性能，为传统风格建筑理论研究及工程使用提供依据。
1 试验概况
1.1 传统风格建筑混凝土双枋-柱节点构造形式
传统风格建筑的整体构架的排架柱通过横向木枋联系，这种枋叫做“额枋”，为矩形截面。清制分为大额枋、小额枋；宋制称为阑额、由额；吴制称为廊坊、步坊[9]。阑额、由额与柱相连接的区域便是节点区，可分为上、中、下三个区域，该节点称为双枋-柱节点。
典型传统风格建筑混凝土双枋-柱构造形式如图2所示。与当前常规节点相比，双枋-柱节点区域范围明显增大，其受力机理及变形特点与常规混凝土节点存在显著差异。
图2 传统风格建筑混凝土双枋-柱节点构造形式
Fig.2 Sketch of the dual lintel-column joint in traditional style buildings
1.2 试件设计
试验选用速度相关型黏滞阻尼器[10―11]，将其与传统风格建筑混凝土双枋-柱节点相结合，形成一种新型阻尼节点。为研究其力学性能，试验设计了 3个传统风格建筑混凝土双枋-柱节点，编号分别为DLJ-1、DLJ-2、DLJ-3，其中 DLJ-1为未附设黏滞阻尼器的传统风格建筑混凝土双枋-柱节点。试件按“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设防要求设计。试件详见图 3。实测与试件同龄期混凝土标准立方体轴心抗压强度平均值为58.2 MPa。钢筋材性指标如表1所示。试验试件设计轴压比n=0.25。
图3 试件尺寸及构造
Fig.3 Details of specimens
表1 钢材材性指标
Table 1 Mechanical performance index of steel
根据古建筑“材份等级”制设计试件尺寸，在此基础上，确定传统风格建筑混凝土枋-柱节点附设的黏滞阻尼器长度(设置在雀替位置)、阻尼力等相关参数；依据阻尼器生产厂家提供的型号，经过数值模拟优化分析，选取了表2中两种黏滞阻尼器型号。试验用黏滞阻尼器如图4所示。
表2 黏滞阻尼器设计参数
Table 2 Design parameter of viscous damper
图4 黏滞阻尼器安装图及示意图
Fig.4 Installation drawing and sketch of viscous damper
1.3 加载方案
加载装置如图 5所示。为确保加载过程中试件的边界约束条件与实际结构相一致，在上、下枋间采用双枋连接器(专利号：ZL 201620201513.3)，使其仅可以在水平方向移动，如图 6所示。试验过程中，阑额与由额之间仅传递竖向力，而不传递剪力和弯矩，且保持一定的竖向距离。轴向荷载由1000 kN千斤顶施加，通过反力梁与千斤顶之间的滚轴实现加载时柱顶的实时水平移动。水平荷载在上柱柱端按设定的加载制度通过电液伺服作动系统施加，作动器的量程为 500 kN，位移行程为±250 mm。
图5 试验加载装置图
Fig.5 Test set-up
图6 双枋连接器示意图
Fig.6 Sketch of dual-lintel connection
由于拟静力加载方式在一定程度上不能反映实际地震作用下结构的动力反应及动力荷载下结构的破坏特征和破坏模式，因此本文采用快速输入正弦波的动力加载制度，使得试件及黏滞阻尼器获得一定的速度而使其发挥作用。为了获得不同位移幅值下试件的受力性能，加载中逐步增大位移幅值。正弦波控制参数(频率和幅值)由相应规范及标准确定，主要包括 GB50011-2010《建筑抗震设计规范》及GB/T 17742-2008《中国地震烈度表》。即基于地震烈度表中烈度的划分及其相应的地震动参数，得出正弦波荷载的最大加速度值，再反推出正弦波荷载的加载频率。正弦波加载幅值的确定主要是根据附设黏滞阻尼器的减震结构的层间位移角应满足变形限值的控制要求。
试验加载工况如表3所示，加载制度示意图如图7所示。
表3 试验加载工况
Table 3 The test loading mode
依据 ASCE(美国土木工程师学会)制定的黏滞阻尼器性能测定参数及 JGT209-2012《建筑消能阻尼器》制定加载制度的相关参数，各工况下均循环10圈，每工况加载完毕后，观察试件状况并记录试验数据。
图7 加载制度示意图
Fig.7 Sketch of test loading mode
试验结束标志：水平荷载下降到峰值荷载85%以下时，或试件不能正常保持竖向轴压力时。
试验中主要观察及量测的内容为：1) 试件节点核心区(上、中、下核心区)破坏情况；2) 塑性铰区域混凝土破坏特征；3) 试件节点核心区箍筋应变；4) 塑性铰区域纵筋、箍筋应变；5) 柱端水平荷载、位移。
钢筋应变由 DC-104R动态应变数据采集仪采集并通过外接数据存储设备储存，上柱柱端荷载-位移数据由加载程控系统自动采集。试件应变片布置如图8所示。
图8 试件应变片布置
Fig.8 Arrangement of joint strain gauges
2 加载过程及破坏模式
2.1 加载过程
从开始加载至终止试验，各试件的破坏过程分为4个阶段。对试件DLJ-1：
1) 开裂阶段：当水平位移为8 mm时，上额枋首次出现竖向弯曲裂缝，如图9(a)所示，开裂荷载平均值约为17.4 kN。
2) 屈服阶段：随着柱端水平位移的增大，新裂缝不断出现，同时原有裂缝继续开展和延伸，并出现弯剪裂缝，如图9(b)所示，试件东西两侧枋上裂缝分布大致对称。上额枋端钢筋率先达到屈服应力，且试件水平荷载-位移曲线出现明显拐点，判断可知试件进入弹塑性阶段。节点核心区箍筋应变仍小于材料屈服应变，表明核心区仍处于弹性工作阶段，且未见明显裂缝。
3) 极限阶段：试件屈服后，随着加载位移的增大，水平荷载逐步提高，但从水平荷载-位移曲线上明显看出，荷载增大速率滞后于位移增大速率，表明试件出现刚度退化和承载力衰减，试件上几乎不再出现新裂缝，已有裂缝不断扩展，在枋端形成贯通裂缝，该贯通裂缝贯穿上、中、下核心区两侧。在加载过程中，额枋上混凝土有剥落现象。如图9(c)所示。中核心区两侧混凝土出现片状开裂，但南北两侧混凝土未见明显裂缝，如图9(d)所示。
4) 破坏阶段：峰值荷载后，试件水平承载力逐渐降低，而混凝土剥落区域面积逐渐增大，部分区域钢筋外露。当加载位移为88 mm时，枋端混凝土剥落严重，中核心区两侧混凝土表皮剥落，但钢筋未裸露。如图9(e)、图9(f)所示。
图9 试件DLJ-1破坏全过程
Fig.9 Failure process of DLJ-1 specimens
对新型阻尼节点试件，以DLJ-2为例：
1) 开裂阶段：当水平位移为8 mm时，试件阑额首次出现弯曲裂缝，开裂荷载平均值为19.5 kN，与对比试件DLJ-1开裂荷载接近，相差为10.8%，说明附设黏滞阻尼器的新型阻尼节点的抗裂性能有所改善，但提高有限。
2) 屈服阶段：新型阻尼节点试件从开裂至屈服阶段，试件的破坏过程与对比试件DLJ-1相类似，但新型阻尼节点的刚度较大，这是由于附设的黏滞阻尼器对试件的刚度有一定的贡献。
3) 极限阶段：试件屈服后，加载位移不断增大，试件水平荷载逐步提高，但荷载增大速率滞后于位移增大速率，表明试件出现刚度退化和强度退化。在加载过程中，枋上混凝土有剥落现象，但未见钢筋裸露，已有裂缝不断扩展，在枋端形成贯通裂缝，且中核心区两侧混凝土片状剥落，如图10(a)、图10(b)所示。加载过程中，明显可见黏滞阻尼器两端活塞杆发生相对位移，表明黏滞阻尼器与试件协同工作，共同抵抗外荷载。
4) 破坏阶段：新型阻尼节点试件的破坏现象与对比试件DLJ-1相类似，如图10(c)、图10(d)所示。控制位移为133 mm时，中核心区东西两侧混凝土压碎剥落，但钢筋未裸露。如图10(e)所示。枋端混凝土剥落严重，明显可见钢筋裸露，如图10(f)所示，但南北侧上、中、下核心区未见明显裂缝。试件最终因枋端混凝土剥落严重，且试件水平荷载下降至峰值荷载的85%以下而终止试验。
图10 试件DLJ-2破坏全过程
Fig.10 Failure process of DLJ-2 specimens
试件的最终破坏形态如图11所示。
图11 试件最终破坏形态
Fig.11 Final failure patterns of specimens
2.2 破坏模式分析
对各试件加载破坏全过程分析可知：荷载较小时，试件基本处于弹性工作阶段，荷载-位移曲线基本为线性关系，包络面积较小，耗能主要是以可恢复的弹性应变能为主，试件节点核心区未出现明显裂缝；随着荷载的增大，试件裂缝增大增宽，在枋端形成贯通裂缝，中核心区东西两侧混凝土剥落，钢筋外露，而节点各核心区南北两侧并无明显裂缝。未设置黏滞阻尼器的对比试件加载至较大水平荷载时，枋端出现塑性铰，不适宜继续加载而终止试验；而新型阻尼节点中的黏滞阻尼器消耗了部分能量，确保节点可继续承载至最终枋端发生弯曲破坏，具有更大的承载力和变形能力。由此可知，两类试件均形成梁铰破坏机制，其设计满足“强柱弱梁、强节点弱构件”的抗震设防要求。
3 试验结果及分析
3.1 荷载-应变曲线
以试件 DLJ-1、DLJ-2为例，对传统风格建筑混凝土双枋-柱节点试件枋端及核心区钢筋上布置的应变片的应变值分析，研究其应变特点。
选取试件下核心区应变片测点 2，枋端应变片测点3、测点8。各测点在各工况(见表3)时的水平荷载-应变曲线如图12、图13所示。
3.1.1 DLJ-1荷载-应变分析
如图12(a)、图12(b)所示，试件测点3的应变-荷载曲线在工况 5(控制位移 27 mm)时纵筋应变值明显小于钢材的屈服应变值，卸载后残余应变较小；工况 8(控制位移 65 mm)时纵筋应变值为2450×10-6，大于钢材的屈服应变值，卸载后残余应变较明显，说明上额枋已进入弹塑性工作阶段。
如图12(c)、图12(d)所示，试件测点8的应变-荷载曲线在工况 5(控制位移 27 mm)时纵筋应变值为 1400×10-6，明显小于钢材的屈服应变值，卸载后残余应变较小；至工况 9(控制位移 77 mm)时纵筋应变值达到10300×10-6，远远超过钢材的屈服应变值，卸载后残余应变较大。
测点2的水平荷载-应变曲线如图12(e)所示，加载至工况 9(控制位移 77 mm)时，该处箍筋最大应变值约为780×10-6，明显小于材料屈服应变值，表明试件下核心区仍在弹性工作阶段，满足“强节点，弱构件”的抗震设计要求。
图12 DLJ-1测点荷载-应变曲线
Fig.12 Cyclic load - strain curves of DLJ-1 specimens
3.1.2 DLJ-2荷载-应变分析
测点 3的水平荷载-应变曲线如图 13(a)、图 13(b)所示，在工况5(控制位移27 mm)时纵筋最大应变值约为680×10-6，明显小于对比试件在该控制位移下相同位置的纵筋应变及钢材的屈服应变值，说明上额枋仍处于弹性工作阶段；至工况8(控制位移65 mm)时，测点3纵筋应变约为2950×10-6，不但超过钢材的屈服应变值，且卸载后存在残余应变，说明上额枋进入到弹塑性工作阶段。
测点 8的水平荷载-应变曲线如图 13(c)、图 13(d)所示，在工况5(控制位移27 mm)时，纵筋应变约为1200×10-6，说明试件仍在弹性工作状态；至工况 8(控制位移 65 mm)时，应变值达到3600×10-6，残余应变较大，表明试件屈服前，阻尼器可在一定程度上减小试件的应变；试件屈服后，阻尼器对试件应变变化无明显影响。
下核心区测点 2的水平荷载-应变曲线如图 13(e)所示，加载至工况9(控制位移77 mm)时，该处箍筋最大应变值约为 2100×10-6，接近钢材屈服应变，说明节点下核心区即将进入弹塑性工作阶段，满足“强节点，弱构件”的抗震设防要求。
图13 DLJ-2测点荷载-应变曲线
Fig.13 Cyclic load - strain curves of DLJ-2 specimens
3.2 试件水平荷载-位移曲线及骨架曲线
将试件各工况下第一圈滞回曲线绘于一张图中，得到的水平荷载-位移曲线如图 14(a)～图 14(c)所示。其外包线形成的骨架曲线如图14(d)所示。
图14 试件水平荷载-位移曲线及骨架曲线
Fig.14 Horizontal load-displacement curves and skeleton curves
由图14可知：
1) 各试件水平荷载-位移曲线饱满，包围的面积较大；
2) 位移较小时，水平荷载与位移基本为线性关系，表明试件处于弹性工作阶段，强度基本不衰减，刚度基本不退化，荷载卸至零时几乎无残余变形。试件整体上耗能较低。荷载逐渐增大，试件水平荷载与位移逐渐表现为非线性关系，试件进入到弹塑性工作阶段，卸载后，存在残余变形，试件耗能主要以不可恢复的塑性应变能为主。
3) 加载后期，试件出现明显的刚度退化及强度衰减现象，这是由于加载过程中混凝土逐渐压碎剥落，钢筋屈服，梁端塑性铰形成，试件发生累积损伤所导致。
4) 新型阻尼节点试件的水平荷载-位移曲线较对比试件更加饱满，包络面积更大，说明附设黏滞阻尼器可在一定程度上改善传统风格建筑的耗能能力及抗震性能。
5) 在弹性阶段，新型阻尼节点试件与对比试件骨架曲线几乎重合，初始刚度大致相等，说明附设黏滞阻尼器对试件的开裂荷载及初始刚度影响较小；在下降段，试件骨架曲线较对比试件更平缓，荷载下降幅度低于对比试件，说明附设黏滞阻尼器可在一定程度上改善传统风格建筑的变形性能及抵抗外荷载的能力。
3.3 黏滞阻尼器阻尼力-位移曲线
以试件DLJ-2为例，选取工况6、工况10、工况12等典型工况下附设的黏滞阻尼器阻尼力F-位移Δ曲线进行分析。如图15所示。
图15 试件DLJ-2黏滞阻尼器F-Δ曲线
Fig.15 F-Δ loops of viscous damper
由图15可知：
1) 随着荷载的不断增大，阻尼器的F-Δ曲线包围的面积增大，且滞回曲线较为饱满，表明其耗能能力良好；最大阻尼力随加载速率的不同而不同，反映了黏滞阻尼器作为速度相关型阻尼器的特征。
2) 每种工况下阻尼器的 F-Δ曲线并非完全重合，滞回曲线间具有一定的“错动”现象，且随着加载位移的增大而愈加明显，主要原因是由于随着加载位移的不断增大，试件出现一定程度的刚度退化及强度衰减所导致。
3) 阻尼器的 F-Δ曲线在位移零点附近存在“凹陷”现象，其出现的原因主要是试验加载过程中每级控制位移下各循环加载时阻尼器活塞均从中间位置起步和结束，速度为零，因此阻尼力也为零。
3.4 试件承载力及变形能力
采用“Park法”[12]确定试件的屈服点(屈服荷载 Py及屈服位移Δy)。Pu、Δu分别为峰值荷载及峰值位移；破坏荷载 Pm取 0.85Pu，相应的位移为破坏位移Δm；Pcr、Δcr分别为开裂荷载及开裂位移。位移延性系数为 μ=Δm/Δy。
各试件特征点荷载及位移列于表 4。位移延性系数及层间位移角计算结果见表5。
表4 试件特征点荷载值及位移值
Table 4 Characteristic loads and displacement values of specimens
表5 试件延性系数
Table 5 Ductility coefficients of specimens
1) 各试件的开裂荷载和开裂位移大致相等，表明黏滞阻尼器对试件抗裂性能影响不显著；新型阻尼节点的屈服荷载及极限荷载明显高于对比试件，分别为对比试件的1.38倍、1.17倍；延性分别提高15.0%、13.0%，说明附设的黏滞阻尼器可在一定程度上提高试件抵抗外荷载的能力及变形能力。
2) 根据GB50011-2010《建筑抗震设计规范》，对混凝土结构，其弹塑性层间位移角限值[θp]=1/50。本试验试件破坏时，新型阻尼节点的弹塑性层间位移角 θm=1/37～1/39=(1.28～1.35)[θp]，对比试件为 θm=1/31～1/35=(1.43～1.61)[θp]；表明新型阻尼节点的弹塑性层间位移角高于规范规定限值，且优于对比试件，具有较好的屈服后变形能力。
3) 新型阻尼节点DLJ-2、DLJ-3的位移延性系数分别为3.06、3.02，相差仅为1.3%，两试件屈服荷载、极限荷载相差分别为16.7%、1.5%，而其附设的黏滞阻尼器的设计荷载分别为80 kN、50 kN，相差为37.5%，远大于试件位移延性系数、屈服荷载及极限荷载相差的程度，由此说明要提升传统风格建筑的抗震性能，应考虑多种因素并经过优化计算，选择合理的黏滞阻尼器型号，而不能完全依靠黏滞阻尼器的设计荷载。
4) 总体上，各试件位移延性系数均大于文献[5]中混凝土双梁-柱节点试件的位移延性系数平均值2.36，这是由于本次试验各试件上柱采用了钢管混凝土组合结构，试件 DLJ-2、DLJ-3附设了黏滞阻尼器，这在一定程度上提高了试件的延性性能。
3.5 试件耗能能力
采用等效黏滞阻尼系数 he及功比系数 IW[13]表征试件的耗能能力。计算结果如表6所示。
表6 各试件耗能指标值
Table 6 Index of energy dissipation
由表6各试件耗能指标可知：
1) 附设黏滞阻尼器的传统风格建筑混凝土双枋-柱节点试件的he及IW明显高于对比试件。各荷载特征点时，he提高幅度平均值分别为 30.8%、32.0%、48.3%，功比系数提高幅度平均值为22.2%，说明附设黏滞阻尼器可显著提高传统风格建筑双枋-柱节点试件的耗能能力。
2) 破坏荷载时，相对于对比试件DLJ-1，新型阻尼节点 DLJ-2、DLJ-3的等效黏滞阻尼系数分别提高 48.7%、47.9%，功比系数分别提高 16.7%、19.1%，耗能参数的提高幅度差别不大。而由表 2知DLJ-2和DLJ-3试件黏滞阻尼器的设计荷载相差为37.5%。表明黏滞阻尼器的设计荷载对试件耗能能力提高的影响并不明显。
3) 破坏荷载时，对比试件DLJ-1的等效黏滞阻尼系数为 0.142，新型阻尼节点等效黏滞阻尼系数为0.272～0.276，高于文献[14]中常规混凝土梁-柱节点he=0.1、接近于型钢混凝土节点he=0.3，说明上柱采用钢管混凝土的组合构件，尤其是节点附设黏滞阻尼器后，试件耗能能力显著增强。
4) 附设黏滞阻尼器的新型阻尼节点的功比系数均大于对比试件，表明附设黏滞阻尼器后试件的耗能能力较普通混凝土构件[15―16]有大幅提升。
3.6 刚度退化及其分析
结构(构件)在同级加载位移下不同循环周次的刚度可用割线刚度Ki表示。割线刚度计算公式为：
式中：Δmax,i为第 i次循环时的峰值位移；Pi为与Δmax,i相对应的荷载值。
试件在不同加载位移条件下的 Ki-Δ曲线如图16所示。
图16 刚度退化曲线
Fig.16 Curves of stiffness degradation
由图16可知：
1) 随着加载位移的增大，各试件的割线刚度逐渐降低，说明试件在水平反复荷载作用下刚度逐步退化；导致试件刚度退化的根本原因是由于随着施加在传统风格建筑双枋-柱节点试件上的荷载逐渐增大，试件裂缝增多，形成贯通裂缝，混凝土开裂剥落，钢筋住进进入屈服阶段，试件累积损伤等。
2) 总体上，各试件的刚度退化速度先快后慢。控制位移较小时，试件刚度退化明显，随着控制位移的不断增大，试件的刚度退化逐渐趋于减缓。
3) 对于新型阻尼节点，试件DLJ-2在刚度退化前期的刚度值小于试件DLJ-3，随后两试件的刚度退化曲线大致重合，说明试件在破坏阶段的刚度退化与黏滞阻尼器荷载设计值并没有直接关系。
从上述分析可知，试件的刚度与其控制位移及加载循环次数之间存在一定关系。定义开裂刚度Kcr为开裂点与坐标原点连线的斜率；屈服后刚度 Ky为屈服点与开裂点连线的斜率；作为等效线性体系的等效刚度 Keq定义为屈服点与坐标原点连线斜率。各试件刚度计算结果见表7。
表7 试件刚度计算值
Table 7 Stiffness values of specimens
由表7可知，各试件的开裂刚度Kcr大致相等，且新型阻尼节点的开裂刚度略大于对比试件，但差别较小，说明试件弹性工作阶段黏滞阻尼器发挥效应较低；新型阻尼节点的屈服后刚度Ky及等效刚度Keq显著大于对比试件，屈服后刚度 Ky相差约为1.71倍～2.19倍，等效刚度Keq相差约为1.47倍～1.59倍，说明新型阻尼节点的抗裂刚度未显著变化，但屈服后刚度Ky和等效刚度Keq有较大幅度增大，说明附设的黏滞阻尼器可为试件提供一定的刚度抵抗侧向变形。
3.7 承载力退化
采用同级控制位移下最后一级循环与第1级循环荷载的比值，即承载力退化系数λj表征传统风格建筑双枋-柱节点的承载力退化规律。
各试件的λj-Δ曲线如图17所示。
图 17 试件λj-Δ曲线
Fig.17 Curves of bearing capacity degradation
由图17可知：
1) 各试件承载力退化的总体趋势基本相同，从试件开始加载至屈服前这一阶段，各试件在同级正负向加载过程中，承载力退化并不明显，承载力退化系数均接近 1.0。这是由于在试件屈服前，裂缝较少，且几乎无混凝土压碎剥落，试件基本在弹性阶段，累积损伤不显著。
2) 峰值荷载之后，随着控制位移和加载循环次数的增加，试件的承载力衰减明显，呈加快趋势。这主要是由于试件达到极限承载力后，枋端塑性铰区域的变形急剧增大，混凝土压碎剥落严重，钢筋屈服。而且在动力循环荷载作用下，试件的累积损伤效应越来越大，导致试件的承载力迅速下降，衰减速率加快。
3) 试件DLJ-2、DLJ-3承载力退化曲线较为接近，且后期承载力衰减曲线较为贴近，说明试件临近破坏时，黏滞阻尼器对其承载力退化影响较小，尤其是接近加载结束时，影响甚微。
4 结论
(1) 传统风格建筑混凝土双枋-柱节点试件发生梁铰破坏机制。峰值荷载后，附设黏滞阻尼器新型阻尼节点的下降段更为平缓。
(2) 附设黏滞阻尼器可显著提高传统风格建筑变形性能及耗能能力，从而改善其抗震性能。
(3) 各试件的刚度退化总体表现为先快后慢的趋势。控制位移较小时，刚度退化明显，随着控制位移的逐渐增大，刚度退化逐渐趋于减缓。
(4) 试件承载力退化总体趋势基本相同，在试件屈服前，承载力退化不明显；试件屈服后，随着水平荷载及循环次数的增大，承载力退化逐渐显著。
(5) 黏滞阻尼器的荷载设计值对新型阻尼节点的耗能能力、刚度退化和承载力退化并无明显影响。
参考文献：
[1]薛建阳, 吴占景, 隋龑, 等. 传统风格建筑钢结构双梁-柱中节点抗震性能试验研究及有限元分析[J]. 工程力学, 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. (in Chinese)
[2]薛建阳, 吴占景, 隋龑, 等. 仿古建筑钢结构双梁-柱边节点抗震性能试验研究[J]. 建筑结构学报, 2015,33(3): 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, 33(3): 80―89. (in Chinese)
[3]薛建阳, 董金爽, 隋龑, 等. 附设黏滞阻尼器的仿古建筑混凝土枋-柱节点动力性能试验研究[J]. 振动与冲击, 2017, 36(17): 211―219.Xue Jianyang, Dong Jinshuang, Sui Yan, et al. Tests for dynamic performance of a concrete lintel-column joint with a viscous damper in archaized buildings [J]. Journal of Vibration and Shock, 2017, 36(17): 211―219. (in Chinese)
[4]隋龑, 薛建阳, 董金爽, 等. 附设黏滞阻尼器的传统风格建筑混凝土梁柱组合件力学行为分析[J]. 工业建筑,2017, 47(10): 45―51.Sui Yan, Xue Jianyang, Dong Jinshuang, et al. Research on mechanical behavior of concrete beam-column subassemblages in traditional style buildings with viscous damper [J]. Industrial Construction, 2017,47(10): 45―51. (in Chinese)
[5]李朋. 传统风格建筑钢筋混凝土梁-柱节点抗震性能研究[D]. 西安: 西安建筑科技大学, 2014.Li Peng. Experimental study on seismic behavior of RC column-beam joint built in traditional style [D]. Xi’an:Xi’an University of Architecture & Technology, 2014.(in Chinese)
[6]Yao J. Concept of structural control [J]. Journal of Structure Division, 1972, 98(7): 1567―1574.
[7]Markris N, Constantinou M C. Viscous dampers: testing,modeling, application in vibration and seismic isolation[C]// National Center for Earthquake Engineering Research. Technical Report NCEER-90- 028n, Buffalo,New York: 1990: 1―14.
[8]缪志伟, 宋前恩, 裘赵云. 强震作用下附设黏滞阻尼器 RC框架结构的耗能机制与抗倒塌性能研究[J]. 工程力学, 2014, 31(7): 36―44, 53.Miao Zhiwei, Song Qianen, Qiu Zhaoyun. Study on energy distribution and collapse-resistant capacity of RC frames with nonlinear viscous dampers under strong earthquakes [J]. Engineering Mechanics, 2014, 31(7):36―44, 53. (in Chinese)
[9]李诫. 营造法式[M]. 上海: 商务印书馆, 1950: 100―102.Li Jie. Building standards of Song Dynasty [M]. Shanghai:Commercial Press, 1950: 100―102. (in Chinese)
[10]Lee D, Taylor D P. Viscous damper development and future trends [J]. The Structural Design of Tall Buildings,2001, 10(5): 311―320.
[11]陈永祁, 马良喆. 黏滞阻尼器在实际工程应用中相关问题讨论[J]. 工程抗震与加固改造, 2014, 36(3): 7―13, 20.Chen Yongqi, Ma Liangzhe. Some discussion related to viscous dampers application in the actual project [J].Earthquake Resistant Engineering and Retrofitting, 2014,36(3): 7―13, 20. (in Chinese)
[12]Elnashai A S, Broderick B M, Dowling P J. Earthquakeresistant composite steel/concrete structure [J]. Structural Engineer, 1995, 73(8): 121―132.
[13]Gosain N K, Jirsa J O, Brown R H. Shear requirements for load reversals on RC members [J]. Journal of the Structural Division, 1977, 103(7): 1461―1476.
[14]韩林海. 钢管混凝土结构: 结构与实践[M]. 北京: 科学出版社, 2007: 268―281.Han Linhai. CFST structure: Theory and practice [M].Beijing: Science Press, 2007: 268―281. (in Chinese)
[15]Sivaselvan M V, Reinhorn A M. Hysteretic models for deteriorating inelastic structures [J]. Journal of Engineering Mechanics, 2000, 126(6): 633―640.
[16]Song J K, Pincheira J A. Spectral displacement demands of stiffness-and strength-degrading systems [J].Earthquake Spectra, 2000, 16(4): 817―851.