帶隅撐膠合木梁-雙肢柱框架結構節點抗震性能試驗研究

王 柳，陳伯望，劉 哲，謝亞孜，劉 帥，王 懷

（中南林業科技大學土木工程學院，湖南 長沙 410004）

引言

近10年來，隨著大跨度、多高層重型木結構的發展，節點的力學性能愈發受到關注。節點作為梁、柱構件的內力傳遞和協同受力機構，其力學性能直接決定結構體系在靜載和動載作用下的承載力及抗震性能。國內外學者［1-5］對傳統木結構梁柱節點的力學性能研究發現：受限于木材橫紋抗拉強度以及節點剛度較低的問題，結構整體的延性及抗側能力較差，大量震害現象表明，木結構建筑通常能達到大震不倒的設計要求，但膠合木純框架結構在地震作用下損傷積累嚴重，難以修復，這在一定程度上限制了重型木結構的發展。

針對上述問題，諸多學者就提高膠合木節點承載力和延性做了大量研究。趙藝等［6］采用預應力套管螺栓連接，對高強螺栓施加預拉力使接觸面產生摩檫力，以此消除間隙產生的不利影響，并使節點具有較高的耗能能力。李征等［7-8］通過安裝預應力鋼絞線使節點具有自復位能力從而降低結構的殘余變形，改善節點的抗震性能，并使木結構體系具有震后可恢復功能。在延緩木材橫紋受拉過早開裂方面，劉慧芬等［9］，何敏娟等［9-11］在連接區域使用自攻螺釘、貫穿光圓螺桿等對梁側進行橫紋加強，發現節點抗彎承載力、延性和耗能能力有了明顯提高。WANG［12］、SONG［13］采用FRP 包裹梁端、徐天琦［14］對鋼填板增設翼緣，這兩者都能限制橫紋裂縫發展，延緩甚至避免梁端發生脆性拉壞，同時還能充分利用木材的抗壓強度。

但以上措施對于提高節點初始轉動剛度和變形能力的效果并不顯著，主要是由于傳統木結構節點的構造形式使節點為鉸接，無法做到剛接［15］。目前，解決這一問題的較好辦法是增設支撐或剪力墻［16］。熊海貝等［17-18］對純框架以及帶交叉支撐、人字撐、隅撐和輕木剪力墻4 種抗側加強框架進行了水平荷載試驗，綜合比較層間位移角、剛度、延性和耗能后認為隅撐的抗震效果較好，而且，相較于其他支撐形式，隅撐對建筑空間使用的影響較小。He等［19］考慮截面模量比、安裝角度和端距3種影響因素對16個隅撐節點進行了單調和低周反復加載試驗，試驗表明：隅撐的加裝使節點抗彎承載力和轉動剛度顯著增加，但較大截面的隅撐會限制其塑性變形，降低節點的耗能能力和延性。鄭維等［20］對膠合木框架、木剪力墻和木框架-剪力墻3種結構進行了低周反復加載試驗，試驗表明：木框架-剪力墻的抗側剛度可視為木框架和木剪力墻的抗側剛度之和，但極限承載力大于二者之和。

此前的試驗多采用單肢柱，且梁-柱間采用鋼填板螺栓連接，這需要對梁端進行開槽處理，對梁造成了較大的初始損傷。文中提出一種雙肢柱框架結構，梁夾在雙肢柱之間，節點采用螺栓連接，節點設隅撐提高結構抗側剛度，該結構具有節省材料、構造簡單的特點。為研究該結構的抗側移性能，設計了2 種截面尺寸的隅撐共6個節點試件，對其進行單調和低周反復加載，確定節點的極限承載力、初始轉動剛度、延性系數和耗能能力，分析節點破壞模式，為膠合木雙肢柱梁節點在重型木結構中的應用提供設計依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

試驗設計3 組（NS1、S1 和S2）共6 個節點試件，見表1，其中試件NS1 為無隅撐節點，其它試件為帶隅撐節點，3 組試件的三維圖如圖1 所示。對試件NS1、S1-1、S2-1 和S2-3 進行單調加載，以研究膠合木節點的初始轉動剛度、抗彎承載力以及延性等抗側能力，其中試件S2-3 在梁端加裝鋼夾板，如圖2 所示。對試件S1-2 和S2-2 進行低周反復加載，以研究膠合木節點的剛度退化、抗彎承載力退化以及耗能等抗震性能。

圖1 節點三維圖Fig.1 3D diagram of joints

圖2 梁端鋼夾板加強Fig.2 Steel splint reinforcement at beam end

表1 節點設計參數Table 1 Joint design parameters

制作膠合木的規格材為東北落葉松，平均含水率14%，氣干密度0.617 g/cm3。膠合木雙肢柱截面為300 mm×300 mm，單肢柱截面為300 mm×100 mm；膠合木梁截面為300 mm×100 mm；膠合木隅撐，S1組隅撐截面為150 mm×100 mm，S2 組為200 mm×100 mm，考慮到建筑空間協調以及建筑美觀，隅撐內側至梁、柱邊緣的距離均為200 mm，隅撐上端為隅撐與梁連接端，下端為隅撐與柱連接端，如圖3所示。節點螺栓連接，隅撐與梁鋼夾板連接，采用4.8級普通螺栓，屈服強度320 MPa，螺栓直徑為12 mm，螺栓孔徑為13 mm，參照GB 50005-2017《木結構設計標準》確定螺栓的端距、邊距、間距和行距，如圖3 所示，為避免螺紋對孔壁木材造成擠壓損傷，在螺栓與木材接觸的部分采用光圓桿。隅撐與梁連接處以及試件S2-3 梁端橫紋加強使用的鋼夾板強度等級為Q235B，厚度6 mm。

圖3 節點設計及螺栓孔編號Fig.3 Joint configuration and bolt hole number

1.2 試驗方案

為便于荷載的施加，將雙肢柱水平放置在墊塊上，并通過地錨固定限制柱兩端的位移，水平作動器與梁自由端相連［21］，如圖4所示。試驗過程中，主要測量節點彎矩和轉角。其中，節點彎矩為作動器施加在梁自由端的荷載與施力點至梁端螺栓群中心距離的乘積；節點轉角為膠合木梁、柱間的相對轉角，由布置在膠合木梁不同高度處的位移計測得。采用液壓伺服系統對梁自由端施加水平荷載，作動器量程為250 kN，動程為±250 mm，單調和低周反復加載均為位移控制。由于我國JGJ/T 101-2015《建筑抗震試驗規程》提出的抗震試驗方法側重于砌體結構、鋼筋混凝土結構以及鋼結構，對木結構卻未有提及，因此試驗參考美國材料試驗協會的標準，單調加載參考美國標準ASTM D1761-12，加載速率為5 mm/min，當試件承載力下降至極限荷載的80%或出現嚴重破壞時停止加載，記錄此時的極限位移Δm，并將極限位移Δm作為低周反復加載的參考位移。低周反復加載參照美國標準ASTM E2126-11方法B，如圖5所示，分為2階段加載：第1階段各級只進行1次循環，各級位移幅值取Δm的1.25%、2.5%、5%、7.5%和10%，加載速率為5 mm/min；第2階段各級進行3次等幅加載，各級位移幅值取Δm的20%、40%、60%、80%、100%和120%，直到試件破壞，加載速率為20 mm/min。

圖4 試驗裝置及測點分布Fig.4 Test setup and arrangement of instrumentation

圖5 低周反復試驗加載制度Fig.5 Cyclic test protocol

2 單調加載試驗結果及分析

2.1 試驗現象

在單調加載初期，4個試件均處于彈性階段，此時的變形主要是由螺栓孔隙和隅撐與梁側間隙引起的初始滑移。但隨著梁自由端位移的增加，各試件的破壞模式有所差異，如圖6～圖9所示。

圖6 梁端破壞圖Fig.6 Failure diagram at beam end

（1）試件NS1 為無隅撐節點，節點彎矩僅由螺栓承擔，當彎矩為4.11 kN·m（約為極限彎矩的43%）時，節點內部螺栓孔發出輕微擠壓、撕裂聲，當梁自由端轉角為0.052 rad 時，可以聽到連續清脆的木材撕裂聲，此時節點螺栓孔周圍的初始微裂縫相互貫通形成一條通縫，隨著轉角增大，裂縫沿著梁順紋方向向上發展，直到轉角過大而停止加載，加載過程中，梁端未出現脆性破壞。

（2）試件S1-1 和S2-1 均在梁端發生了脆性劈裂破壞，如圖7 所示。兩者在加載初期的試驗現象大致相似，以試件S1-1為例，當彎矩為極限彎矩的10%時，隅撐上端與梁側充分接觸并頂緊，發出急促的摩擦和擠壓聲，當彎矩為極限彎矩的33%時，節點內部發出連續的木材撕裂聲直到試件破壞。節點破壞形態則受到隅撐截面影響而有所不同，其中試件S1-1 的隅撐下端與柱采用6 根螺栓連接，螺栓承載力較低，對梁轉動的限制作用有限，破壞時梁自由端轉角為0.093 rad，其隅撐下端與柱連接處螺栓孔產生了嚴重的銷槽承壓變形，如圖8 所示，螺栓在隅撐下端兩側與柱接觸面處產生雙塑性鉸，如圖9 所示，形成類似于JohansenⅣ型的屈服模式［22］；而試件S2-1 的隅撐下端與柱采用9 根螺栓連接，螺栓承載力較高，對梁的轉動限制作用明顯，破環時梁自由端轉角僅為0.053 rad，破壞形態表現為在梁端受拉側螺栓孔下部出現列剪破壞和劈裂破壞，膠合木梁較大的彎曲應力使梁端在破壞時伴隨著巨大的能量釋放，裂縫沿梁縱向發展至梁中部，但隅撐下端與柱連接處的螺栓孔與其對應的螺栓變形并不明顯。

圖7 節點破壞圖Fig.7 Failure diagram at joint

圖8 隅撐下端破壞圖Fig.8 Failure diagram of lower end of knee brace

圖9 隅撐下端螺栓變形圖Fig.9 Deformation diagram of bolt at lower end of knee brace

（3）試件S2-3在梁端加裝鋼夾板，其加載初期的試驗現象與試件S1-1和S2-1相同，而在破壞形態方面差別較大，在加載過程中膠合木梁雖有順紋向貫穿裂縫，如圖6 所示，但由于螺栓和鋼夾板對膠合木梁側產生了橫向約束力，限制了梁的橫向變形，避免了梁端出現脆性破壞。隅撐下端受到螺栓擠壓產生順紋向劈裂破壞，如圖8所示，在梁自由端轉角達到0.09 rad時，承載力小幅下降，繼續加載后，承載力穩定上升至轉角為0.12 rad 后進入平直段，當轉角達到0.13 rad 時承載力仍未見下降趨勢，考慮到節點變形過大已失去工程實際使用意義，故停止加載，此時隅撐下端螺栓也有類似于Johansen Ⅳ屈服模式的雙鉸塑性彎曲，節點破壞模式由梁端橫紋受拉劈裂脆性破壞變為隅撐下端順紋銷槽承壓的延性破壞。

2.2 彎矩－轉角曲線

4個試件的單調加載彎矩-轉角曲線如圖10所示，節點受力過程大致分為低剛度階段、彈性工作階段、帶裂縫工作階段和破壞階段。帶隅撐的3個試件（S1-1、S2-1、S2-3）由于制作和安裝誤差使隅撐上端與梁之間存在縫隙而尚未充分接觸，在低剛度階段之后存在一個平緩段，當各組件穩定接觸后，曲線近似為一條斜直線，即進入彈性工作階段，此時節點剛度保持穩定。隨著荷載的增加，當膠合木梁端孔壁與螺栓間的壓應力大于木材橫紋抗拉強度以及隅撐下端孔壁與螺栓間的壓應力大于木材順紋抗壓強度時，螺栓孔周圍木材開裂并產生局部塑性變形，螺栓彎曲，節點進入屈服段，此時彎矩-轉角曲線表現為非線性，具體如下：

圖10 單調加載彎矩-轉角曲線Fig.10 Monotonic moment-rotation curves

（1）試件NS1 在轉角為0.052 rad 時，梁端裂縫貫通并向上發展，裂縫兩側的木梁逐漸形成獨立的懸臂機構而繼續承載，使彎矩-轉角曲線保持水平。節點雖然延性很好，但抗彎承載力過低，僅為9.48 kN·m。

（2）試件S1-1 和S2-1 在屈服點出現后仍能維持較高剛度，而試件S1-1 受限于隅撐下端螺栓孔的壓潰及相應螺栓的屈服，在節點屈服后，彎矩-轉角曲線斜率較試件S2-1明顯降低，剛度顯著下降，表明節點剛度下降程度受隅撐截面控制。

（3）試件S2-3和S2-1在破壞前彎矩-轉角曲線基本平行，表明加裝鋼夾板對節點剛度沒有影響。當荷載增加到一定程度后，試件S2-3 隅撐下端螺栓孔裂縫逐漸擴展并相互貫通，各螺栓間的荷載進行再分配，此時的彎矩-轉角曲線會出現下降或有“鋸齒”狀波動段，節點承載力波動幅度大而無法穩定受荷，進一步加載，荷載再分配完畢使節點受力重新進入穩態，在節點轉角為0.13 rad時仍能維持其承載力處于極限狀態水平，說明該節點具備良好的變形能力，且抗彎承載力達88.15 kN·m。

2.3 承載能力與變形分析

通過單調加載試驗得到4 個試件的彎矩-轉角曲線，以分析增設隅撐和對梁端橫紋加強后節點的力學性能和變形能力。各節點的初始轉動剛度、屈服荷載、極限荷載和延性系數如表2 所示。各參數計算過程如下：

表2 單調加載試件主要力學性能Table 2 The main mechanical properties of monotonic loading specimens

（1）初始轉動剛度

對于無隅撐試件NS1，初始轉動剛度Kα取彎矩-轉角曲線中的10%Mu和40%Mu兩點割線斜率，即而對于帶隅撐試件，則取平緩段的結束點與極限荷載的40%對應點間連線斜率。

（2）屈服彎矩My和屈服轉角θy

參考Yasumura 等［23］提出的Y&K 法確定屈服彎矩，該法認為切線為與40%Mu和90%Mu兩點割線相平行的直線，其與初始剛度割線在彎矩-轉角曲線上的水平投影點即為屈服點，如圖11所示。

圖11 Y&K法示意圖Fig.11 Y&K method

（3）極限彎矩Mu和極限轉角θu

極限彎矩為彎矩-轉角曲線中彎矩最大值，極限轉角為極限彎矩對應的轉角。

（4）延性系數

極限轉角與屈服轉角的比值，即

由表2 可見：（1）增設隅撐可大幅提高節點剛度和抗彎承載力，與無隅撐試件NS1 相比，S1-1 和S2-1 的節點剛度分別提高4.37 倍、7.71 倍，抗彎承載力分別提高6.62 倍、6.80 倍；（2）對比試件S2-1 和S1-1 可以發現，大截面隅撐可提高節點剛度，但由于其隅撐下端螺栓孔的承壓變形和隅撐下端與柱連接的螺栓彎曲變形過小，限制了梁的轉動，使梁端受拉側在轉角為0.053 rad 時就發生了脆性破壞，兩者抗彎承載力接近，但截面大的隅撐延性變差，試件S2-1 的延性系數僅為1.83；（3）對比試件S2-3 和S2-1 可以發現，在梁端加設鋼夾板提高了木材橫紋抗拉能力，避免了梁端發生脆性劈裂破壞，充分利用了隅撐木材受壓性能好的特點，使節點的屈服點和極值點延后，極限抗彎承載力提高了19%，延性系數提高了40%。

3 低周反復加載試驗結果及分析

3.1 試驗現象

試件S1-2 和S2-2 在反復荷載作用下經歷了初始階段、彈性階段、非線性階段和破壞階段，并且均在0.8Δm主循環受拉時發生貫穿全梁的嚴重撕裂破壞，如圖12所示，故不再繼續加載。

圖12 節點破壞圖圖Fig.12 Failure diagram at joint

主循環幅值在0.1Δm之前，試件S1-2和S2-2梁轉動幅度小無明顯現象，之后試件S1-2的隅撐下端與柱連接處發出木材撕裂聲并逐漸擴散至梁端以及梁與隅撐上端連接處，期間伴隨著梁側與隅撐上端的擠壓聲，在主循環幅值達到0.8Δm時，撕裂聲和擠壓聲連續而密集，直到木梁受拉破壞時發出一聲脆響；試件S2-2的試驗現象與S1-2大體相同，但其隅撐下端與柱連接處螺栓孔塑性變形很小，如圖13所示，因此該處未發出木材撕裂聲。

低周反復加載作用下試件的破壞模式不同于單調加載，試件S1-2 和S2-2 均是梁中部受拉引起梁縱向劈裂，且裂縫延伸至梁底和梁自由端作動器固定處。在隅撐下端與柱連接處的螺栓孔和相應的螺栓方面，試件S1-2支撐的6個螺栓孔受螺栓反復擠壓而變形嚴重，逐漸擴展為橢圓狀，如圖13所示，螺栓受到橫向作用力大，在交替拉壓應力作用下易彎曲，如圖14所示；試件S2-2螺栓孔基本光圓，螺栓仍能保持剛直，如圖13、圖14所示。

圖13 隅撐下端破壞圖Fig.13 Failure diagram of lower end of knee brace

圖14 隅撐下端螺栓變形圖Fig.14 Deformation diagram of bolt at lower end of knee brace

3.2 滯回曲線

試件S1-2和S2-2的滯回曲線如圖15所示，由圖15可見：（1）兩個試件的滯回曲線均存在明顯的捏縮現象，即表現為反S 形，這是因為木柱、木梁及隅撐之間通過螺栓連接，螺栓孔直徑比螺栓桿大，隨著反復荷載的施加，螺栓孔進一步擴大，當作動器向原點復位時，栓桿相繼與孔壁分離，彈性恢復力幾乎為零；（2）在破壞前，隨著位移幅值的增加，每級主循環的彎矩峰值并未下降，原因在于仍有一部螺栓和木材具有彈性變形能力，在大變形情況下依舊能提供較大的彈性恢復力；（3）在極限抗彎承載力和轉角方面，兩個試件的正、反向彎矩峰值基本一直，但試件S2-2 的正、反向極限轉角僅為試件S1-2 的60%，說明采用大截面隅撐節點的變形能力差，不利于節點抗震。

圖15 滯回曲線Fig.15 Hysteretic loops

3.3 骨架曲線

骨架曲線為滯回曲線中各級主循環峰值點間的連線，試件S1-2和S2-2的骨架曲線如圖16所示，由圖可見：（1）試件S1-2 的骨架曲線經歷了彈性、屈服和極限破壞3 個階段，在節點達到屈服點后，骨架曲線斜率逐漸降低，這是由于隅撐下端與柱連接的螺栓孔以及螺栓都有較大的塑性變形，節點損傷積累從而使剛度降低。（2）試件2-2 的骨架曲線屈服段表現不明顯，特別是反向加載階段，這與其梁發生受拉脆性破壞相吻合。

圖16 骨架曲線Fig.16 Skeleton curves

3.4 剛度退化曲線

梁柱節點的剛度對結構整體的抗震性能具有重要意義。在反復荷載作用下，螺栓孔的承壓變形和開裂以及螺栓的屈服等不可恢復的損傷積累，使膠合木梁柱節點的轉動剛度隨著加載循環次數的增加而有不同程度的下降。節點有效剛度Ki以滯回曲線每級主循環加載彎矩峰值點間的割線剛度來表示，用以衡量節點的剛度退化，按式（3）計算：

式中：Mi和-Mi為第i級主循環加載正、反向彎矩峰值：θi、-θi為Mi和-Mi相應轉角值。

在加載初期，受節點初始滑移的影響，節點的初始有效剛度較小，且表現為較大的不穩定性，故文中未取在主循環幅值為0.1Δm前的有效剛度，見圖17，由圖可見：在進一步加載后，各組件之間充分接觸，節點有效剛度呈現為線性增長趨勢，試件S1-2在主循環幅值為0.4Δm時有效剛度達到峰值為924 kN·m·rad-1，之后開始剛度下降，而試件S2-2 在破壞前，節點有效剛度維持在1 200 kN·m·rad-1以上，剛度未出現明顯下降，其螺栓和螺栓孔均為有明顯變形，表明節點在梁受拉劈裂破壞前，節點的有效剛度由隅撐下端與柱連接的螺栓和其對應螺栓孔的塑性變形控制。試件S2-2的峰值有效剛度比試件S1-2大38.5%，且有效剛度在上升段斜率大于試件S1-2，說明大截面隅撐對節點剛度提升效果明顯，但其延性下降，破壞更具有脆性特征。

圖17 剛度退化曲線Fig.17 Stiffness degradation curves

3.5 強度退化

節點作為傳力機構在遭受一定地震作用之后，強度會有所下降，特別是在主震后的余震，地震荷載反復作用于節點，而使節點破壞。強度退化指在每級循環加載過程中位移幅值不變情況下，節點抗彎承載力隨加載次數的增加而下降的特性。通常使用同級抗彎承載力退化系數λn表征：

式中：Mn,1為第n級主循環加載時的彎矩峰值；Mn,m為對應的同級最后一次循環加載時的彎矩峰值。

試件S1-2 和S2-2 的抗彎承載力退化系數如圖18 所示，由圖可見：由于第1 階段的5 級加載只有一次循環，故試件的抗彎承載力退化系數為1.0，從第2 階段加載開始試件的抗彎承載力系數下降，在第2階段加載至試件破壞前，2個試件的抗彎承載力退化系數均在0.8以上，說明此種形式節點隨著地震振幅的增加，其強度退化小，在節點破壞前依然具備足夠的抗彎承載力。

圖18 抗彎承載力退化曲線Fig.18 Degradation curves of bending capacity

3.6 節點耗能能力

通常用滯回曲線包圍的面積來衡量節點的耗能能力，曲線越飽滿，耗能能力就越強，說明節點的抗震性能越好。節點耗能主要來自于木材的擠壓、摩擦，螺栓孔的承壓變形和劈裂以及螺栓的彎曲等非線性變形。另外，節點耗能能力也可用等效粘滯阻尼系數ξeq來表征，表達式為：

式中：Ed為滯回曲線一個滯回環包圍的面積；Ep為對應的名義彈性勢能，即一個滯回環正、反方向彎矩峰值點對應三角形的面積和，如圖19所示。

圖19 等效粘滯阻尼系數計算示意圖Fig.19 Diagram of equivalent viscous damping coefficient calculation

按式（5）計算的節點等效粘滯阻尼系數ξeq見圖20，由圖可見：（1）在加載初期，由于初始縫隙和梁自由端位移小，隅撐尚未參與工作，此時節點剛度低、滯回曲線飽滿，因此等效粘滯阻尼系數較大。隨著位移增大，隅撐參與工作，節點剛度迅速增加，滯回曲線逐漸偏扁，等效粘滯阻尼系數下降；（2）進一步加載，主循環幅值在0.2Δm～0.4Δm時，螺栓孔壁出現微小承壓變形，而螺栓處于彈性變形，等效粘滯阻尼系數開始增大但趨勢平緩；（3）從主循環幅值為0.4Δm至試件破壞前，螺栓出現不可恢復的塑性變形，螺栓孔周圍局部壓潰，節點進入塑性屈服階段，耗能增加，等效粘滯阻尼系數增加；（4）試件破壞受木材橫紋抗拉強度控制，而與隅撐截面大小無關，兩試件各級主循環峰值荷載相差不大，但試件S2-2的各級主循環位移幅值小于S1-2，其對應的名義彈性勢能Ep也小于S1-2，使得在加載后期試件S2-2的等效粘滯阻尼系數大于S1-2。

圖20 等效粘滯阻尼系數Fig.20 Equivalent viscous damping coefficient

節點累計耗能為各級滯回曲線所包圍面積累加，見圖21。由圖可見：在加載初期節點耗能較小，隨著加載位移幅值的增大，螺栓變形和木材壓潰、劈裂使一部分彈性應變能得以釋放，節點耗能顯著增加。小截面隅撐在反復加載作用下，其塑性變形大于試件S2-2，因此在主循環幅值0.2Δm之后其耗能上升更快，且累計耗能也大于試件S2-2，說明采用小截面隅撐節點具有更好的抗震耗能能力。

圖21 累計耗能Fig.21 Energy dissipation

4 設計改進

我國GB 50011-2010《建筑抗震設計規范》提出以結構安全性為主的“三水準”抗震設防目標中，隅撐可在中震（設防地震）作用下發生破壞，作為第一道抗震防線，而梁柱框架主體保持彈性能繼續承載，作為第二道抗震防線。在低周反復加載試驗中，試件S1-2和S2-2均是梁與隅撐上端連接處劈裂而使梁整體破壞，這不符合木結構“強框架弱支撐”和多道抗震防線的設計要求。采用大截面隅撐節點僅在抗彎剛度上有提升，而在承載力、延性、耗能等方面并不理想，與小截面隅撐節點相比，其破壞更具脆性。文中針對上述研究結果，提出了節點構造改進建議，見圖22（a），針對梁端劈裂問題，已對試件S2-3進行了橫紋加強處理，見圖22（b），但對于節點在地震作用下梁受拉破壞，建議采用連接件和豎向螺栓方式，如圖22（c）所示，這樣可避免木材橫紋抗拉強度低的問題，使節點在反復荷載作用下，由膠合木梁螺栓孔受拉劈裂破壞轉變為隅撐連接破壞，從而增強木結構節點的耗能能力和變形能力。

圖22 節點設計改進Fig.22 Joint design improvement

5 結論

（1）無隅撐梁柱節點轉動剛度過小，抵抗水平荷載作用的能力有限，類似于鉸接而不宜在木框架結構中單獨使用，需要輔以加強側向剛度的措施；

（2）增設隅撐后，節點的力學性能得到明顯改善，與無隅撐節點相比，轉動剛度提高7.71倍，抗彎承載力提高6.80 倍，大截面隅撐對梁的轉動限制作用更大，抗彎承載力更高，但降低了節點延性和耗能能力，使節點破壞更具脆性；

（3）在節點范圍的梁端上下表面加裝鋼夾板約束木材橫向變形后，節點抗彎承載力提高19%，延性系數提高40%，避免了梁端出現瞬間劈裂破壞，隅撐下端縱向裂縫發展和螺栓彎曲變形延緩了節點屈服，提高了節點的變形能力，使節點破壞模式具有延性特征；

（4）節點在低周反復荷載作用下具有良好的耗能和變形能力，強度和剛度退化較緩慢。隨著隅撐截面加大，節點承載力提高，等效粘滯阻尼系數加大，累計耗能下降，延性變差；

（5）鑒于木材橫紋抗壓強度大于橫紋抗拉強度，提出了節點構造改進建議，即在梁端約束木材橫紋受拉，在梁與隅撐上端連接處采用連接件和豎向螺栓，避免膠合木梁在低周反復荷載作用下先于隅撐破壞。