寬柱雙梁節點抗震性能試驗研究*

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 揚州大學建筑科學與工程學院， 揚州 225127)

0 引言

隨著我國社會基礎設施的不斷完善，已有的一些老建筑物已不能滿足如今對于空間的要求，同時砌體結構的抗震性能相對較差。當今社會的一個熱點問題便是舊城改造問題。基于對原建筑的保護，政府規劃部門往往要求“修舊如舊”，即保留原建筑物外部風貌，而建筑物內部的使用功能則隨社會需求的改變而改變(如賓館變商場)，這就要求結構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構體系。寬柱雙梁框架托換結構根據托換梁的數目可以分為單梁托換結構[1]和雙梁托換結構[2]，而根據所用材料的不同，則可分為鋼筋混凝土托換技術和型鋼雙梁托換技術。尤其適用于小空間轉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構體系不會影響未托換構件的正常工作。寬柱雙梁結構體系轉換自然流暢，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，再在橫墻兩側分別設置一道地梁，縱梁內側設置連系梁，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橫墻，寬柱雙梁框架結構體系由此形成。框架結構較磚混砌體結構具有較好的抗震性能，它在歷次地震中經歷了考驗，但是在汶川大地震中框架出現了大量的局部破壞，而未如預期形成塑性鉸耗散能量，甚至還有結構整體倒塌的情況發生，局部破壞在梁柱節點處尤其嚴重。據統計，框架結構在地震中大多數出現的是梁柱節點的破壞，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點，邊節點中的梁縱筋達到節點核心區后彎折長度滿足一般的錨固長度即可[3]，這使得節點核心區箍筋的配置很少，甚至存在不配置構造箍筋的情況[4-7]，因此梁柱節點的設計顯得尤為重要。

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

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

本文共設計6個節點試件SJ1～SJ6，其中試件SJ1～SJ3為平面節點，試件SJ4～SJ6為空間節點，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，試件各參數情況見表1和圖1。

圖1 寬柱雙梁節點示意圖

寬柱雙梁節點試驗構件參數 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動的滑動鉸支座，止推器與反力墻連接，地梁兩側用止推器限制其水平位移，整個加載系統位于同一個平面。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1次，至試件發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3次，試件發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，每次加載結束后持荷2～3min[9]。以下情況出現時表明試件發生破壞，則停止加載。1)荷載下降至低于峰值荷載的85%；2)梁柱連接處出現較大的裂縫或節點區雙梁下翼緣發生嚴重的屈服；3)柱出現較為顯著的整體彎曲。

圖2 加載裝置圖

圖3 加載制度

2 試驗現象與分析

2.1 試驗現象

預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兩類典型的破壞特征：一類如試件SJ1～SJ3，主要在節點核心區發生破壞；另一類如試件SJ4～SJ6，主要在靠近核心區的梁端區域發生破壞。節點核心區出現貫穿整個核心區域的X狀斜裂縫為核心區剪切破壞的主要特征，表現還有核心區混凝土鼓突，并出現大面積的剝落；梁端受壓區混凝土被壓碎，梁端垂直裂縫貫穿為梁端彎曲破壞的主要特征，表現還有少量的斜裂縫出現在節點核心區，砌體墻雖有一定程度的開裂，但仍可以與雙托換梁協調工作，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 平面寬柱雙梁節點裂縫開展及破壞形態

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

對于試件SJ1，柱端往復荷載增加至16kN時，垂直裂縫出現于左梁距核心區約10，18，40cm處；柱端往復荷載達到20kN時，裂縫出現于右梁距核心區約3，15，25cm處，隨著柱端荷載的增加，新產生的裂縫出現于梁的兩側，已有裂縫的寬度也隨之增大；當柱端往復荷載值達到49.6kN時，新裂縫出現于左梁的上端，逐漸向下部延伸，并且節點核心區的兩端下部分別出現兩條斜裂縫并向上延伸，隨著柱端往復荷載的不斷增加，裂縫沿著45°方向逐漸向核心區延伸，節點核心區的箍筋屈服，裂縫逐漸發展，直至核心區混凝土開裂形成X狀裂縫，同時混凝土出現剝落，最終核心區破壞。

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

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

該類節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。當荷載增加到約0.33Py時，梁端出現較為明顯的垂直向裂縫，梁柱連接處亦有裂縫產生，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，受拉區混凝土發生開裂，垂直向裂縫閉合。荷載增加至Py時，核心區箍筋開始屈服。

(2)彈塑性階段。試件的荷載與位移的變化關系不再為線性，節點的變形隨著荷載的增加而不斷地增大，已出現的混凝土裂縫寬度逐漸增加，最終裂縫發生貫通，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，受壓區混凝土被壓碎，節點核心區的斜向裂縫發生貫通，出現X狀斜裂縫，節點荷載此時增至峰值。

(3)破壞階段。荷載值達到最大之后，節點的承載力開始降低，節點核心區箍筋的屈服程度與節點承載力的降低程度相關聯，大部分荷載都由節點核心區的混凝土及鋼筋所承擔，荷載有著總體平穩的下降情況。此時梁端垂直向裂縫基本出現貫通，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點試件的破壞形態。

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

圖4 平面寬柱雙梁節點裂縫分布圖

2.1.2 空間寬柱雙梁節點裂縫開展及破壞形態

試件SJ4～SJ6有著大致相同的破壞模式，均發生了梁端受彎破壞。圖5為空間寬柱雙梁節點的裂縫開展分布情況。此類型節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 空間寬柱雙梁節點裂縫分布圖

對于試件SJ4，柱端往復荷載增至18kN時，垂直向裂縫出現于右梁距核心區約3，12，24cm處及左梁距核心區約6，16，24cm處；柱端往復荷載增至27kN時，細小的斜裂縫出現于核心區兩側；柱端往復荷載增加至約36kN時，新的斜向裂縫在節點核心區產生；由位移控制試驗加載時，不再有新的垂直向裂縫出現在梁端；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，并且隨著位移級數的逐漸增加，垂直向裂縫不斷開展；加載位移增至約48mm時，節點核心區裂縫向柱端逐漸延伸和開展；加載位移增至約72mm時，柱側混凝土發生剝落，同時柱端裂縫進一步開展；加載位移增至約80mm時，梁端受壓區混凝土大量剝落，只有一些細小的裂縫出現于縱梁，最終試件發生梁端受彎破壞。

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

對于試件SJ6，柱端往復荷載增加至約9kN時，垂直向裂縫出現于右梁距核心區約6，15，30cm處及左梁距核心區約5，16，25cm處；柱端往復荷載增加至18kN時，細小的斜裂縫出現于核心區兩側，隨著柱端往復荷載的增加，不斷有新的垂直向裂縫在梁端出現；柱端往復荷載增至27kN時，梁端不再有新的垂直向裂縫出現，原有裂縫不斷開展延伸；柱端往復荷載增至約36kN時，右梁距核心區約3cm處的垂直向裂縫發生貫通；采用位移控制試驗加載時，有多條斜裂縫出現于節點核心區，并且斜裂縫隨著位移級數的增加而逐漸開展延伸，由于縱梁對節點有一定程度的增強作用，核心區的斜向裂縫開始往柱端延伸而不再朝向核心區深處延伸；加載位移增至約63cm時，梁端受壓區混凝土被壓碎，柱下端混凝土出現大面積的剝落；加載位移增至約84cm時，梁柱連接處產生貫通裂縫，雙托換梁之間的夾墻一定程度上保護了節點，延緩出現貫通裂縫，隨著加載位移的逐漸增加，最終梁端發生受彎破壞。

(1)彈性階段。節點的荷載位移大致呈線性相關。試驗荷載加載至約0.33Py時，梁端出現若干條垂直向的裂縫，梁柱連接處出現比較微小的裂縫，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，但核心區箍筋尚未進入屈服狀態。

(2)彈塑性階段。節點荷載位移的變化不再呈線性相關，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，節點荷載達到峰值。

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

此類型試件的破壞形態為梁端受彎破壞，梁端破壞較為嚴重，混凝土出現較大范圍的剝落，由于縱梁對節點具有一定程度的約束作用，核心區并未出現如試件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，出現一定程度的滑移，但兩者的粘結滑移較小，可以協調工作。

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，平面寬柱雙梁節點的抗剪承載力較空間寬柱雙梁節點更好。平面寬柱雙梁節點與空間寬柱雙梁節點的配筋均按《混凝土結構設計規范》(GB 50010—2010)[3]所提供的公式進行計算，二者核心區抗剪承載力水準大致相當[10]，則抗剪承載力理論上應基本相同，但根據試驗結果可知，空間寬柱雙梁節點試件核心區箍筋的應變顯著高于平面寬柱雙梁節點試件，這是空間寬柱雙梁節點試件的抗剪承載力低于同形式平面寬柱雙梁節點試件的原因之一。

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，與平面寬柱雙梁節點試件相比，空間寬柱雙梁節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變情況，由圖7可知，平面寬柱雙梁節點柱縱筋在節點核心區位置發生了屈服，而空間寬柱雙梁節點核心區柱縱筋則未發生屈服。分析柱的箍筋應變，相較平面寬柱雙梁節點試件，空間寬柱雙梁節點試件的箍筋承擔了部分外力，但外力較小不足以使核心區發生剪切破壞[10]，空間寬柱雙梁節點試件核心區的承載力較平面寬柱雙梁節點試件低的問題并不顯著，但當試件的受力條件更為不利時，空間寬柱雙梁節點試件柱箍筋應變遠大于平面寬柱雙梁節點試件，這也是空間寬柱雙梁節點試件抗剪承載力低于平面寬柱雙梁節點試件的原因之一。

圖7 柱縱筋不同高度應變情況

2.3 延性

一般用位移延性系數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果。由表3還可知，空間寬柱雙梁節點的延性優于同等條件下的平面寬柱雙梁節點，這由于在試驗中空間寬柱雙梁節點均在梁柱連接處發生破壞。由于塑性鉸的形成，節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 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和循環次數的增加而逐漸降低的特性[12]，以每一循環中正負荷載峰值點之間連線的斜率來表示環線剛度，即：

(1)

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

剛度退化情況見圖8。由圖8可知，試件的環線剛度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同工作，但隨著加載的不斷進行，混凝土出現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律。

圖8 剛度退化

3 結論

本文進行了寬柱雙梁節點在往復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，試件主要有兩種破壞模式：1)平面寬柱雙梁節點的核心區剪切破壞；2)空間寬柱雙梁節點的梁端彎曲破壞。

根據滯回性能試驗的結果，分析得到了寬柱雙梁節點有關抗震性能的參數，基于分析結果可以得出以下結論：

(1) 出現核心區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滑移，但該類節點的抗震性能較好。

(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，增加柱頂的軸壓力，會對節點部位的混凝土產生比較明顯的約束作用，對于節點核心區的抗剪承載力有一定的提高，但節點延性的降低也較為顯著。

(3) 平面寬柱雙梁節點與空間寬柱雙梁節點的試驗結果對比可知，由于兩個類型節點的破壞形態不同，平面寬柱雙梁節點具有更高的極限承載力，增加縱梁一定程度上增強了節點核心區，空間寬柱雙梁節點因而從“強柱弱梁，弱節點”轉變為“強柱弱梁，強節點”，試件的受力最不利區域由節點核心區轉變為梁端，最終導致了兩類節點試件發生了不同形態的破壞。

(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。