《1 引言》

1 引言

由 T 形、I 形、Z 字形以及十字形截面柱与梁所组成的异形柱框架结构，由于其填充墙与柱腹板及翼缘的厚度相同，室内不出现楞角，有利于美观要求，并增加了使用面积，取得了明显的经济和社会效益，目前在民用住宅建设的范围内已广泛使用。国家建设部 1996 年 11 月发布的《住宅产业现代化技术发展要点》（试行）中，将其列为住宅技术发展要点之一。 T 形截面柱框架由于柱子截面高宽比大且梁柱交接处钢筋密集，混凝土不容易振捣密实。同时由于梁截面宽度与柱的肢厚相等，梁中纵向钢筋须弯折一定角度后才能伸入柱中锚固，可导致梁端混凝土外鼓剥落，因此梁柱节点比矩形梁柱节点薄弱，其震害可能更为严重[1] 。笔者对 6 个钢筋混凝土 T 形载面柱节点进行试验，研究节点核心区混凝土的裂缝分布及其开展规律；运用大型通用有限元软件 ANSYS 的二次开发语言 APDL 对 T 形截面柱节点进行非线性有限元分析，结果表明非线性有限元计算结果与试验结果有很好的吻合。改变有限元程序参数使节点发生核心区剪压破坏，对节点裂缝的形成与开展，节点破坏机理做进一步论证。

《2 试验设计》

2 试验设计

《2.1 试件模型》

2.1 试件模型

采用 2/3 比例缩尺模型试验。节点试件共 6 个，编号分别为 T - 1 ~ T - 6，分为三组。其中，试件 T - 1，T - 2 和 T - 3 为第一组，T - 2 和 T - 4 为第二组，T - 2，T - 5 和 T - 6 为第三组，分别以梁截面高度、柱轴压比和节点区水平箍筋体积配箍率为变量参数。 T 形截面柱的高厚比 hc/bc 取 3.75，节点试件尺寸及配筋见表 1 。试验节点试件模板和梁纵筋深入节点构造分别如图 1 和图 2 所示。

《表1》

表1 试件尺寸及节点配筋表

Table1 Specimens size and joint distributed steel chart

《图1》

图1 试件模板图

Fig.1 Specimen form board

《图2》

图2 梁纵筋伸入节点构造详

Fig.2 Constitution detail of beam steel extending joint

《2.2 加荷程序及数据观测》

2.2 加荷程序及数据观测

试验采用荷载－位移双控制的加载制度，即首先在柱端施加轴向荷载到事先设计的预定值，加荷点位于 T 形柱的形心上以保证柱子轴心受压，并在以后的加载过程中保持不变（恒定轴压力），然后在梁端用拉压千斤顶施加上下往复荷载。试件屈服以前，采用荷载控制；试件屈服以后，采用位移控制[2] 。

梁自由端挠度通过位移传感器测量。梁预计塑性铰区截面平均曲率 通过测量梁上部百分表的伸长和下部百分表的缩短来计算。节点核心区的剪切变形通过测量核心区对角线长度计算剪切角 。梁上下两排纵筋贴上两个电阻应变片，弯折段每个纵筋贴两个应变片。节点核心区沿对角线方向箍筋（估计裂缝开展方向）、T 形柱两垂直方向的箍筋均贴上应变片[2,3]。

《3 试验结果》

3 试验结果

试验从开始加载到试件破坏，6 个试件节点区破坏过程大致相同，节点试件典型裂缝如图 3 所示。

《图3》

图3 T - 5 破坏形态与节点裂缝图

Fig.3 T－5 specimen failure shape and joint crack

荷载较小时，梁端首先出现竖向正裂缝，节点核心区剪切变形很小，节点核心区翼缘板和腹板没有开裂，仍处于弹性状态。随着荷载的增加，梁端裂缝进一步发展，在节点区腹板处出现近 60 度的斜裂缝；此时节点核心区翼缘板上无任何裂缝，梁端纵筋随后进入弹塑性工作阶段。随着荷载进一步增加，节点核心区斜裂缝逐渐增多，形成一个似反“Ｋ”字型裂缝。荷载（梁端位移）继续增加，节点核心区腹板上斜裂缝明显增多，梁端形成塑性铰且混凝土保护层外鼓酥松剥落。节点核心区翼缘板上箍筋的最大应力值仅为屈服强度的 41 %，柱腹板上箍筋均未屈服，节点宣告破坏。在反复荷载作用下，柱保护层没有剥落现象发生。柱纵向钢筋应变值在梁端屈服时为 200 με 左右，在试件发生梁端弯曲破坏时为 800 με 左右，试验过程中没有达到屈服极限，呈弹性。

《4 非线性有限元分析》

4 非线性有限元分析

《4.1 单元本构关系及计算模型》

4.1 单元本构关系及计算模型

混凝土采用 ANSYS 软件中为其专门设定一种单元 Solid65，钢筋采用 Link8 三维二节点杆单元，每个节点有三个平动自由度。钢筋与混凝土之间的界面粘结滑移采用非线性弹簧单元 Combine39，每个节点有三个平动自由度和三个转动自由度[4] 。

混凝土受压应力–应变在受压区采用 Hognested 关系式，下降段为线性。混凝土采用多线性等强硬化模型，不考虑包兴格效应的影响。钢筋本构关系采用二折线弹性强化模型，粘结单元本构关系采用 Hawkins 计算模型[5,6] 。

采用弥散式和分离式两种有限元模型[5] 。混凝土受拉开裂采取半脆性开裂模式[4]———应力释放和自适应下降相结合的方法。在单向、双向和三向受压过程中，混凝土积分点发生压碎，将视为脆性材料，压碎点刚度为零，计算时将压碎点定义为在此积分点的完全退化，不考虑其对单元刚度的贡献。弥散型模型钢筋参数（纵筋和箍筋）通过其在混凝土单元中的体积率来确定。

《4.2 计算结果对比分析》

4.2 计算结果对比分析

4.2.1 试件破坏形态对比   试件破坏均为梁端弯曲破坏，节点区存在裂缝，裂缝宽度较小，均为斜向。但非线性有限元计算结果中斜向裂缝倾角比试验结果偏陡，原因是在有限元分析中没有考虑梁末端弯钩处斜压力的影响。节点区裂缝均在柱腹板上形成，在翼缘板上都没有形成裂缝。

4.2.2 计算结果对比   试件 T - 1 ~ T - 6 的初始开裂荷载和极限荷载与试验结果对比如表 2 所示。离散模型核心区初裂荷载与试验结果有很好的吻合，梁端极限荷载有一定偏差，原因是在非线性有限元计算过程中混凝土单元出现过多裂缝和压碎时，导致计算过程发散所致。弥散计算模型荷载值较高于离散模型计算值，较试验值有偏高，因此，在节点非线性有限元模拟过程中应采用离散模型。

《表2》

表2 节点试验结果

Table2 Joints test result       KN

《4.3 节点裂缝形成机理》

4.3 节点裂缝形成机理

改变有限元模型参数，按照“强构件，弱核心”机制，在梁端发生屈服之前使节点发生核心区剪压破坏，以模拟节点区裂缝形成机理。节点区裂缝开展过程如图 4 所示。梁柱交界处应力状态复杂，裂缝首先在节点核心区对角处出现。随着荷载的增加，裂缝进一步延伸，竖向垂直裂缝发展的趋势比较明显，是采用了“强构件、弱核心”机制，梁端塑性铰区位置向节点区移动所致。随着荷载的进一步增加，节点核心区内竖向垂直裂缝的发展趋势逐渐减弱，斜向裂缝发展趋势明显增强，最终形成沿节点腹板对角的斜裂缝，是因为异形柱翼缘板的存在使得梁端塑性铰位置不能继续向内移动。柱翼缘板上没有形成混凝土的拉裂和压碎分布。随着荷载增加，核心区裂缝逐渐向核心区上下方向延伸。这与试验结果相似，在反复荷载作用下，节点区形成一似反“ K ”型裂缝。

《图4》

a 节点区第一批裂缝；b 节点区第二批裂缝；c 节点区第三批裂缝；d 节点区第四批裂缝；e 节点区第五批裂缝；f 节点区第六批裂缝

图4 节点区裂缝开展过程图

Fig.4 Joint region cracks development course

《5 结论》

5 结论

进行了 6 个 T 形钢筋混凝土异形柱框架节点的试验研究，结果表明节点核心区在低周期反复荷载作用下裂缝呈反“ K ”型，不是“ X ”型。裂缝的交叉点向节点区外偏移，使得节点区裂缝逐渐向节点区的上下延伸，而不是向翼缘存在的对角方向延伸。 T 形柱框架节点的受力机理偏于较陡的斜压杆原理。采用弥散式和分离式模型，运用通用有限元软件 ANSYS 对 T 形截面柱节点进行非线性有限元分析，并与试验结果进行对比。变化有限元程序参数使节点发生核心区剪压破坏，进一步论证节点破坏机理。分析表明基于ANSYS 软件的非线性离散式计算模型结果与试验结果有很好的吻合，对试验结果做出了进一步论证。