徐 紅，孟睿智，曹大富，葛文杰，包 軍

(1 揚州市人民政府抗震人防辦公室， 揚州 225009； 2 揚州大學(xué)建筑科學(xué)與工程學(xué)院， 揚州 225127)

0 引言

隨著我國社會基礎(chǔ)設(shè)施的不斷完善，已有的一些老建筑物已不能滿足如今對于空間的要求，同時砌體結(jié)構(gòu)的抗震性能相對較差。當(dāng)今社會的一個熱點問題便是舊城改造問題?；趯υㄖ谋Ｗo，政府規(guī)劃部門往往要求“修舊如舊”，即保留原建筑物外部風(fēng)貌，而建筑物內(nèi)部的使用功能則隨社會需求的改變而改變(如賓館變商場)，這就要求結(jié)構(gòu)工程師采用適宜的方式合理地改造原有的建筑。而舊城改造的新理念之一就是寬柱雙梁框架托換結(jié)構(gòu)體系。寬柱雙梁框架托換結(jié)構(gòu)根據(jù)托換梁的數(shù)目可以分為單梁托換結(jié)構(gòu)[1]和雙梁托換結(jié)構(gòu)[2]，而根據(jù)所用材料的不同，則可分為鋼筋混凝土托換技術(shù)和型鋼雙梁托換技術(shù)。尤其適用于小空間轉(zhuǎn)換成大空間的舊建筑物的改造中，在托換過程中，既不改變其原有的受力性能，托換后所形成的新結(jié)構(gòu)體系不會影響未托換構(gòu)件的正常工作。寬柱雙梁結(jié)構(gòu)體系轉(zhuǎn)換自然流暢，受力也更為合理。寬柱雙梁托換的流程如下：首先對橫墻進行部分拆除，再在橫墻兩側(cè)分別設(shè)置一道地梁，縱梁內(nèi)側(cè)設(shè)置連系梁，在底層柱澆筑完成后沿橫墻及縱墻支托第一層橫梁及縱向連系梁的模板，梁的澆筑采用在樓面開孔的方式進行，之后逐層完成，混凝土達到強度后逐步拆除所有內(nèi)橫墻，寬柱雙梁框架結(jié)構(gòu)體系由此形成?？蚣芙Y(jié)構(gòu)較磚混砌體結(jié)構(gòu)具有較好的抗震性能，它在歷次地震中經(jīng)歷了考驗，但是在汶川大地震中框架出現(xiàn)了大量的局部破壞，而未如預(yù)期形成塑性鉸耗散能量，甚至還有結(jié)構(gòu)整體倒塌的情況發(fā)生，局部破壞在梁柱節(jié)點處尤其嚴(yán)重。據(jù)統(tǒng)計，框架結(jié)構(gòu)在地震中大多數(shù)出現(xiàn)的是梁柱節(jié)點的破壞，過去的鋼筋混凝土建筑通常情況下梁柱受力鋼筋只需穿過節(jié)點，邊節(jié)點中的梁縱筋達到節(jié)點核心區(qū)后彎折長度滿足一般的錨固長度即可[3]，這使得節(jié)點核心區(qū)箍筋的配置很少，甚至存在不配置構(gòu)造箍筋的情況[4-7]，因此梁柱節(jié)點的設(shè)計顯得尤為重要。

本文以揚州市紫藤園賓館改造項目為基礎(chǔ)，建筑原有結(jié)構(gòu)通過寬柱雙梁的結(jié)構(gòu)形式進行了改造。本試驗設(shè)計并制作了2種共6個寬柱雙梁節(jié)點，進行了擬靜力循環(huán)加載試驗，研究軸壓比、結(jié)構(gòu)形式對節(jié)點的抗剪承載力、延性和破壞模式等的影響。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計與制作

本文共設(shè)計6個節(jié)點試件SJ1～SJ6，其中試件SJ1～SJ3為平面節(jié)點，試件SJ4～SJ6為空間節(jié)點，梁截面尺寸均為100mm×250mm，柱截面尺寸為350mm×250mm，墻截面尺寸為120mm×250mm，對于中柱節(jié)點全長3 250mm，高1 850mm，試件均采用C30商品混凝土澆筑，柱、梁混凝土保護層厚度分別為20，15mm，試件各參數(shù)情況見表1和圖1。

圖1 寬柱雙梁節(jié)點示意圖

寬柱雙梁節(jié)點試驗構(gòu)件參數(shù) 表1

1.2 加載方法與測點布置

試驗加載裝置見圖2，伺服加載儀器距柱頂100mm，用以模擬低周往復(fù)荷載，柱頂由千斤頂施加垂直荷載模擬軸力，柱底和梁端采用可以轉(zhuǎn)動的滑動鉸支座，止推器與反力墻連接，地梁兩側(cè)用止推器限制其水平位移，整個加載系統(tǒng)位于同一個平面。加載制度[8]如圖3所示，加載過程如下：首先需先對試件進行預(yù)加載，隨后按要求在柱頂施加大小恒定的軸力Py；試件處于彈性階段時，分級加載，每級荷載循環(huán)1次，至試件發(fā)生屈服后按照屈服時水平位移Δy的1倍、2倍、3倍分級進行加載，每級位移循環(huán)3次，試件發(fā)生破壞后則停止加載。由荷載控制加載時，采用的加載速率為1kN/s，由位移控制加載時，采用的加載速率為1mm/s，每次加載結(jié)束后持荷2～3min[9]。以下情況出現(xiàn)時表明試件發(fā)生破壞，則停止加載。1)荷載下降至低于峰值荷載的85%；2)梁柱連接處出現(xiàn)較大的裂縫或節(jié)點區(qū)雙梁下翼緣發(fā)生嚴(yán)重的屈服；3)柱出現(xiàn)較為顯著的整體彎曲。

圖2 加載裝置圖

圖3 加載制度

2 試驗現(xiàn)象與分析

2.1 試驗現(xiàn)象

預(yù)先定義柱端加載推為正向，拉為負向。對試件SJ1～SJ6的試驗過程分析如下。梁上表面混凝土承受壓應(yīng)力時，梁受正彎矩作用，柱端所加載的荷載為正值；梁上表面混凝土承受拉應(yīng)力時，梁受負彎矩作用，柱端所加載的荷載為負值。在試件上主要會出現(xiàn)兩類典型的破壞特征：一類如試件SJ1～SJ3，主要在節(jié)點核心區(qū)發(fā)生破壞；另一類如試件SJ4～SJ6，主要在靠近核心區(qū)的梁端區(qū)域發(fā)生破壞。節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)貫穿整個核心區(qū)域的X狀斜裂縫為核心區(qū)剪切破壞的主要特征，表現(xiàn)還有核心區(qū)混凝土鼓突，并出現(xiàn)大面積的剝落；梁端受壓區(qū)混凝土被壓碎，梁端垂直裂縫貫穿為梁端彎曲破壞的主要特征，表現(xiàn)還有少量的斜裂縫出現(xiàn)在節(jié)點核心區(qū)，砌體墻雖有一定程度的開裂，但仍可以與雙托換梁協(xié)調(diào)工作，夾墻對寬柱雙梁的極限承載力有一定程度的提高作用。

2.1.1 平面寬柱雙梁節(jié)點裂縫開展及破壞形態(tài)

試驗加載期間，首先將軸向壓力205kN(軸壓比為0.1)施加于寬柱雙梁節(jié)點，再于柱端施加往復(fù)荷載。由荷載控制試驗加載期間，荷載與位移呈線性關(guān)系，試件尚處于彈性階段。

對于試件SJ1，柱端往復(fù)荷載增加至16kN時，垂直裂縫出現(xiàn)于左梁距核心區(qū)約10，18，40cm處；柱端往復(fù)荷載達到20kN時，裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約3，15，25cm處，隨著柱端荷載的增加，新產(chǎn)生的裂縫出現(xiàn)于梁的兩側(cè)，已有裂縫的寬度也隨之增大；當(dāng)柱端往復(fù)荷載值達到49.6kN時，新裂縫出現(xiàn)于左梁的上端，逐漸向下部延伸，并且節(jié)點核心區(qū)的兩端下部分別出現(xiàn)兩條斜裂縫并向上延伸，隨著柱端往復(fù)荷載的不斷增加，裂縫沿著45°方向逐漸向核心區(qū)延伸，節(jié)點核心區(qū)的箍筋屈服，裂縫逐漸發(fā)展，直至核心區(qū)混凝土開裂形成X狀裂縫，同時混凝土出現(xiàn)剝落，最終核心區(qū)破壞。

對于試件SJ2，柱端往復(fù)荷載增加至12kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約16，21，26cm處；柱端往復(fù)荷載增加到18kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于左梁距核心區(qū)約6，26cm處；柱端往復(fù)荷載增加至24kN時，細小的斜裂縫出現(xiàn)于核心區(qū)的兩側(cè)；柱端往復(fù)荷載增加至36kN時，左梁距核心區(qū)約17cm處的垂直向裂縫貫通，由位移控制加載時，多條斜裂縫出現(xiàn)于節(jié)點核心區(qū)，并且斜裂縫隨著位移級數(shù)的增大而逐漸延伸；加載位移達到54，72mm時，分別發(fā)生核心區(qū)的斜裂縫貫通及節(jié)點核心區(qū)混凝土開始剝落，最終核心區(qū)發(fā)生破壞。

對于試件SJ3，柱端往復(fù)荷載增加至約14kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約8，18，27cm處；柱端往復(fù)荷載增加到約21kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于左梁距核心區(qū)約12，27，34cm處；柱端往復(fù)荷載增至約28kN時，細小的斜裂縫出現(xiàn)在節(jié)點核心區(qū)的兩側(cè)；柱端往復(fù)荷載增至約35kN時，左梁距核心區(qū)約17cm處的垂直向裂縫發(fā)生貫通，由位移控制加載時，若干條斜向裂縫出現(xiàn)于節(jié)點核心區(qū)，并且斜向裂縫隨著位移級數(shù)的增加而逐漸延伸開展；加載位移增加至約57mm時，節(jié)點核心區(qū)的由左梁底部附近向上延伸的斜向裂縫發(fā)生貫通，左梁梁端受壓區(qū)混凝土被壓碎，右梁梁端垂直向裂縫逐漸開展；加載位移增加至約90mm時，節(jié)點核心區(qū)斜向裂縫發(fā)生貫通；加載位移增至約72mm時，節(jié)點核心區(qū)混凝土開始剝落，直到節(jié)點核心區(qū)破壞發(fā)生。試件SJ1～SJ3的裂縫分布情況如圖4所示。

該類節(jié)點的破壞過程為彈性階段、彈塑性階段、破壞階段，共三個階段。

(1)彈性階段。試件的荷載與位移基本呈線性變化。當(dāng)荷載增加到約0.33Py時，梁端出現(xiàn)較為明顯的垂直向裂縫，梁柱連接處亦有裂縫產(chǎn)生，隨著荷載的逐漸增加，梁端垂直向裂縫逐漸延伸并且不斷開展；負向加載時，受拉區(qū)混凝土發(fā)生開裂，垂直向裂縫閉合。荷載增加至Py時，核心區(qū)箍筋開始屈服。

(2)彈塑性階段。試件的荷載與位移的變化關(guān)系不再為線性，節(jié)點的變形隨著荷載的增加而不斷地增大，已出現(xiàn)的混凝土裂縫寬度逐漸增加，最終裂縫發(fā)生貫通，負向加載過程中，裂縫無法完全閉合，加載位移增加到約4Δy時，受壓區(qū)混凝土被壓碎，節(jié)點核心區(qū)的斜向裂縫發(fā)生貫通，出現(xiàn)X狀斜裂縫，節(jié)點荷載此時增至峰值。

(3)破壞階段。荷載值達到最大之后，節(jié)點的承載力開始降低，節(jié)點核心區(qū)箍筋的屈服程度與節(jié)點承載力的降低程度相關(guān)聯(lián)，大部分荷載都由節(jié)點核心區(qū)的混凝土及鋼筋所承擔(dān)，荷載有著總體平穩(wěn)的下降情況。此時梁端垂直向裂縫基本出現(xiàn)貫通，混凝土柱受到的損傷則相對較小，軸壓比較明顯地影響此類型節(jié)點試件的破壞形態(tài)。

核心區(qū)破壞為此類型節(jié)點的破壞形式，由圖4可以看出，此類型節(jié)點核心區(qū)出現(xiàn)若干條較為明顯的裂縫，但試驗中鋼筋和混凝土粘結(jié)良好，未出現(xiàn)明顯的滑移。

圖4 平面寬柱雙梁節(jié)點裂縫分布圖

2.1.2 空間寬柱雙梁節(jié)點裂縫開展及破壞形態(tài)

試件SJ4～SJ6有著大致相同的破壞模式，均發(fā)生了梁端受彎破壞。圖5為空間寬柱雙梁節(jié)點的裂縫開展分布情況。此類型節(jié)點的破壞過程可分為彈性階段、彈塑性階段、破壞階段，共三個階段。

圖5 空間寬柱雙梁節(jié)點裂縫分布圖

對于試件SJ4，柱端往復(fù)荷載增至18kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約3，12，24cm處及左梁距核心區(qū)約6，16，24cm處；柱端往復(fù)荷載增至27kN時，細小的斜裂縫出現(xiàn)于核心區(qū)兩側(cè)；柱端往復(fù)荷載增加至約36kN時，新的斜向裂縫在節(jié)點核心區(qū)產(chǎn)生；由位移控制試驗加載時，不再有新的垂直向裂縫出現(xiàn)在梁端；在加載位移達到約32mm時，梁端垂直向裂縫向上延伸變成斜向裂縫，并且隨著位移級數(shù)的逐漸增加，垂直向裂縫不斷開展；加載位移增至約48mm時，節(jié)點核心區(qū)裂縫向柱端逐漸延伸和開展；加載位移增至約72mm時，柱側(cè)混凝土發(fā)生剝落，同時柱端裂縫進一步開展；加載位移增至約80mm時，梁端受壓區(qū)混凝土大量剝落，只有一些細小的裂縫出現(xiàn)于縱梁，最終試件發(fā)生梁端受彎破壞。

對于試件SJ5，柱端往復(fù)荷載增至10kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約2，17，30cm處及左梁距核心區(qū)約1，16，25cm處；柱端往復(fù)荷載增加至20kN時，細小的斜裂縫出現(xiàn)于核心區(qū)的兩側(cè)，梁端隨著柱端往復(fù)荷載的增加而不斷地產(chǎn)生新的垂直向裂縫；柱端往復(fù)荷載增加至約30kN時，梁端沒有新產(chǎn)生的垂直向裂縫，已有裂縫逐漸開展延伸；柱端往復(fù)荷載增至約40kN時，左梁靠近節(jié)點核心區(qū)處的垂直向裂縫發(fā)生貫通；采用位移控制試驗加載時，若干條斜向裂縫出現(xiàn)于節(jié)點核心區(qū)，斜向裂縫隨著位移級數(shù)的逐步增加而逐漸開展延伸，由于縱梁對節(jié)點存在一定的增強作用，核心區(qū)的斜向裂縫開始朝向柱端延伸而不再向核心區(qū)深處延伸；加載位移增加至約60cm時，梁端受壓區(qū)混凝土被壓碎，柱下端混凝土發(fā)生大面積的剝落；加載位移增加至約80cm時，梁柱連接處產(chǎn)生貫通裂縫，同時雙托換梁中的夾墻對節(jié)點有一定程度上的保護作用，延緩了貫通裂縫的出現(xiàn)，隨著加載位移的逐漸增加，最終梁端發(fā)生受彎破壞。

對于試件SJ6，柱端往復(fù)荷載增加至約9kN時，垂直向裂縫出現(xiàn)于右梁距核心區(qū)約6，15，30cm處及左梁距核心區(qū)約5，16，25cm處；柱端往復(fù)荷載增加至18kN時，細小的斜裂縫出現(xiàn)于核心區(qū)兩側(cè)，隨著柱端往復(fù)荷載的增加，不斷有新的垂直向裂縫在梁端出現(xiàn)；柱端往復(fù)荷載增至27kN時，梁端不再有新的垂直向裂縫出現(xiàn)，原有裂縫不斷開展延伸；柱端往復(fù)荷載增至約36kN時，右梁距核心區(qū)約3cm處的垂直向裂縫發(fā)生貫通；采用位移控制試驗加載時，有多條斜裂縫出現(xiàn)于節(jié)點核心區(qū)，并且斜裂縫隨著位移級數(shù)的增加而逐漸開展延伸，由于縱梁對節(jié)點有一定程度的增強作用，核心區(qū)的斜向裂縫開始往柱端延伸而不再朝向核心區(qū)深處延伸；加載位移增至約63cm時，梁端受壓區(qū)混凝土被壓碎，柱下端混凝土出現(xiàn)大面積的剝落；加載位移增至約84cm時，梁柱連接處產(chǎn)生貫通裂縫，雙托換梁之間的夾墻一定程度上保護了節(jié)點，延緩出現(xiàn)貫通裂縫，隨著加載位移的逐漸增加，最終梁端發(fā)生受彎破壞。

(1)彈性階段。節(jié)點的荷載位移大致呈線性相關(guān)。試驗荷載加載至約0.33Py時，梁端出現(xiàn)若干條垂直向的裂縫，梁柱連接處出現(xiàn)比較微小的裂縫，試驗進一步加載，裂縫有所開展，試驗負方向加載時，正向加載時產(chǎn)生的裂縫基本閉合，所加載的荷載達到Py時，梁縱筋基本屈服，但核心區(qū)箍筋尚未進入屈服狀態(tài)。

(2)彈塑性階段。節(jié)點荷載位移的變化不再呈線性相關(guān)，梁柱連接處的混凝土隨著加載位移的逐漸增加而不斷開裂，梁端的裂縫也存在一定程度的開展，梁端達到極限承載力時，節(jié)點荷載達到峰值。

(3)破壞階段。節(jié)點的承載力開始逐漸降低，節(jié)點的變形主要發(fā)生于梁上部，梁端混凝土出現(xiàn)鼓凸開裂。在試驗加載后期，柱靠近梁的位置混凝土逐漸剝落，塑性鉸出現(xiàn)在梁端處，表明耗能能力更優(yōu)良，此類型節(jié)點有著相對更加飽滿的滯回曲線。

此類型試件的破壞形態(tài)為梁端受彎破壞，梁端破壞較為嚴(yán)重，混凝土出現(xiàn)較大范圍的剝落，由于縱梁對節(jié)點具有一定程度的約束作用，核心區(qū)并未出現(xiàn)如試件SJ1、試件SJ2的貫通的斜裂縫，而是向梁端延伸。試件混凝土與鋼筋的接觸界面完好，出現(xiàn)一定程度的滑移，但兩者的粘結(jié)滑移較小，可以協(xié)調(diào)工作。

2.2 極限承載力

圖6為試件柱端荷載-位移(P-Δ)滯回曲線。表2為柱端的峰值荷載、極限荷載以及屈服荷載，由于試件SJ4有縱梁且軸壓比最小，故試件SJ4有著最低的抗剪承載力，平面寬柱雙梁節(jié)點的抗剪承載力較空間寬柱雙梁節(jié)點更好。平面寬柱雙梁節(jié)點與空間寬柱雙梁節(jié)點的配筋均按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范》(GB 50010—2010)[3]所提供的公式進行計算，二者核心區(qū)抗剪承載力水準(zhǔn)大致相當(dāng)[10]，則抗剪承載力理論上應(yīng)基本相同，但根據(jù)試驗結(jié)果可知，空間寬柱雙梁節(jié)點試件核心區(qū)箍筋的應(yīng)變顯著高于平面寬柱雙梁節(jié)點試件，這是空間寬柱雙梁節(jié)點試件的抗剪承載力低于同形式平面寬柱雙梁節(jié)點試件的原因之一。

圖6 試件滯回曲線

由圖6可知，各試件均具有一定的耗能能力以及位移延性，與平面寬柱雙梁節(jié)點試件相比，空間寬柱雙梁節(jié)點試件的極限承載力有一定程度的降低，但延性及耗能能力有一定的提高。

圖7為柱不同高度的縱筋應(yīng)變情況，由圖7可知，平面寬柱雙梁節(jié)點柱縱筋在節(jié)點核心區(qū)位置發(fā)生了屈服，而空間寬柱雙梁節(jié)點核心區(qū)柱縱筋則未發(fā)生屈服。分析柱的箍筋應(yīng)變，相較平面寬柱雙梁節(jié)點試件，空間寬柱雙梁節(jié)點試件的箍筋承擔(dān)了部分外力，但外力較小不足以使核心區(qū)發(fā)生剪切破壞[10]，空間寬柱雙梁節(jié)點試件核心區(qū)的承載力較平面寬柱雙梁節(jié)點試件低的問題并不顯著，但當(dāng)試件的受力條件更為不利時，空間寬柱雙梁節(jié)點試件柱箍筋應(yīng)變遠大于平面寬柱雙梁節(jié)點試件，這也是空間寬柱雙梁節(jié)點試件抗剪承載力低于平面寬柱雙梁節(jié)點試件的原因之一。

圖7 柱縱筋不同高度應(yīng)變情況

2.3 延性

一般用位移延性系數(shù)μ表示延性[11]，μ=Δu/Δy，其中Δu為柱端水平極限位移，Δy為梁鋼筋的屈服位移。各試件的Δu，Δy及μ如表3所示。由表可知，各試件的屈服位移大小差別較小，但由圖6可以看出，試件SJ3的滯回曲線下降段較少，可能是試驗加載過程有欠缺、加載不徹底引起的，故試件SJ3的極限位移可能大于試驗結(jié)果。由表3還可知，空間寬柱雙梁節(jié)點的延性優(yōu)于同等條件下的平面寬柱雙梁節(jié)點，這由于在試驗中空間寬柱雙梁節(jié)點均在梁柱連接處發(fā)生破壞。由于塑性鉸的形成，節(jié)點的延性得到了一定程度的提高，由圖6可以看出，試件SJ3的剛度最大，試件SJ2次之，可見軸壓比較大地影響了寬柱雙梁節(jié)點的剛度。

柱端屈服荷載、峰值荷載和極限荷載 表2

各試件屈服位移、極限位移及位移延性系數(shù) 表3

2.4 剛度

剛度退化為在相同位移幅值的情況下，試件剛度隨著位移級數(shù)和循環(huán)次數(shù)的增加而逐漸降低的特性[12]，以每一循環(huán)中正負荷載峰值點之間連線的斜率來表示環(huán)線剛度，即：

(1)

式中：+Pi，-Pi分別為試驗加載時第i次循環(huán)正負向的峰值荷載；+Δi，-Δi分別為正負兩向峰值荷載所對應(yīng)的位移。

剛度退化情況見圖8。由圖8可知，試件的環(huán)線剛度K隨著加載過程的進行而逐漸降低，這是由于雖在加載初期混凝土和鋼筋能夠較好地協(xié)同工作，但隨著加載的不斷進行，混凝土出現(xiàn)開裂并逐步退出工作，鋼筋的損傷逐漸累積。在加載的后期，在正、負彎矩作用下梁剛度的差異逐步縮小。同等條件下，軸壓比較大的試件初始剛度大于軸壓比較小的試件，且軸壓比大的試件剛度退化更快，各個試件具有基本一致的剛度退化規(guī)律。

圖8 剛度退化

3 結(jié)論

本文進行了寬柱雙梁節(jié)點在往復(fù)荷載作用下的試驗研究，觀察了試驗全過程及試件破壞形態(tài)，試件主要有兩種破壞模式：1)平面寬柱雙梁節(jié)點的核心區(qū)剪切破壞；2)空間寬柱雙梁節(jié)點的梁端彎曲破壞。

根據(jù)滯回性能試驗的結(jié)果，分析得到了寬柱雙梁節(jié)點有關(guān)抗震性能的參數(shù)，基于分析結(jié)果可以得出以下結(jié)論：

(1) 出現(xiàn)核心區(qū)剪切破壞和梁端彎曲破壞，試件的滯回曲線大致呈反S形，表明混凝土、鋼筋二者間有一定的粘結(jié)滑移，但該類節(jié)點的抗震性能較好。

(2) 軸壓比的增加對于試件的極限承載能力有一定程度的提高作用，增加柱頂?shù)妮S壓力，會對節(jié)點部位的混凝土產(chǎn)生比較明顯的約束作用，對于節(jié)點核心區(qū)的抗剪承載力有一定的提高，但節(jié)點延性的降低也較為顯著。

(3) 平面寬柱雙梁節(jié)點與空間寬柱雙梁節(jié)點的試驗結(jié)果對比可知，由于兩個類型節(jié)點的破壞形態(tài)不同，平面寬柱雙梁節(jié)點具有更高的極限承載力，增加縱梁一定程度上增強了節(jié)點核心區(qū)，空間寬柱雙梁節(jié)點因而從“強柱弱梁，弱節(jié)點”轉(zhuǎn)變?yōu)椤皬娭趿海瑥姽?jié)點”，試件的受力最不利區(qū)域由節(jié)點核心區(qū)轉(zhuǎn)變?yōu)榱憾耍罱K導(dǎo)致了兩類節(jié)點試件發(fā)生了不同形態(tài)的破壞。

(4) 同等條件下，軸壓比較大的試件初始剛度大于軸壓比較小的試件，且軸壓比較大試件的剛度退化速率較軸壓比較小試件更快。