混凝土T形柱框架节点的试验及弹塑性有限元分析

混凝土T形柱框架节点的试验及弹塑性有限元分析 陈昌宏 1 * 宫贺 1 张倩 1 黄莺 2 朱彦飞 1 (1.西北工业大学力学与土木建筑学院，西安710129;2.西安建筑科技大学土木工程学院，西安710055) 摘 要:为研究T形节点的抗震性能及节点破坏机理，通过对反复荷载下3组(6个)节点试件的试验， 研究梁截面尺寸(截面高度)、轴压比和节点配箍率对节点抗震性能的影响，发现T形柱框架节点在低周期反复荷载作用下的裂缝形式与常规矩形节点的X形交叉裂缝不同，其呈反K形。同时利用有限元分析软件ABAQUS对3组节点试件进行弹塑性模拟分析，并验证T————————————————————————————————————————————————————— 形柱框架节点在低周期反复荷载作用下的裂缝呈反K形。针对此类裂缝提出MATCH_ word word文档格式规范word作业纸小票打印word模板word简历模板免费word简历 _1714304505596_3建议，对损伤塑性模型中的主要参数影响机理及取值进行简要说明。 关键词:T形柱节点试验研究;ABAQUS;弹塑性分析DOI:10.13204/j(gyjz201703014 EXPE,IMENTALSTUDYANDNONLINEA, FINITEELEMENTANALYSISOF CONC,ETEF,AMEJOINTWITHT-SHAPEDCOLUMNS ChenChanghong1 GongHe1 ZhangQian1 HuangYing2 ZhuYanfei1 (1.SchoolofMechanics，CivilEngineeringandArchitecture， NorthwesternPolytechnicalUniversity，Xi’an710129，China; 2.SchoolofCivilEngineering，Xi’ anUniversityofArchitectureandTechnology，Xi’an710055，China)Abstract:InordertoinvestigatetheseismicbehaviorandthefailuremechanismoftheT-s hapedjoints， theexperimentalstudyandthenonlinearfiniteelementanalysisof3setsofjoin tspecimensundercyclicloadwerecarriedout(Theinfluenceofbeamsection size(crosssectionheight)， ————————————————————————————————————————————————————— axialcompressionratioandjointstirrupratioonjointperformancewasinvestigated(ThecrackformsofT-shapedcolumnframejointsunderlowcyclicloadingweredifferentfromXtypeofconventionalrectangularjoints， whichwerereverseKtype(ThefiniteelementanalysissoftwareABAQUSwasusedtoanalysethosespecimens， andverifiedthatthecrackofT-shapedcolumnframejointsunderlowcyclicloadingwasreverseKtype(Designsuggestionswereputforwardforthiskindofcracksimultaneously(Meanwhile， theimpactmechanismandthevalueofthemainparametersfordamageplasticitymodelwerebrieflydescribed( Keywords:teststudyofT-shapedcolumnframejoint;ABAQUS; elastic-plasticanalysis 为实现建筑的特殊功能需求，非常规截面柱(ZT形等)被广泛 应用于建筑结构中，形、工字形、替代常规柱形成异形柱体系。此类 结构可避免框架柱在 室内出现外凸棱角，占用额外空间，目前在民用住宅建设的范围 内已被广泛使用，取得了明显的经济和社会效益。随着施工技术和设 计方法的发展，该体系未来的发展空间将进一步加大。 节点在抗震设防中起到至关重要的作用，自20世纪60年代，国 内外就对框架节点的抗震性能开展 ,1, 研究。1982年，新西兰将Paulay和Park对节点的研究成果纳入 —————————————————————————————————————————————————— ——— NZS3101.1?1982《混凝土结构规 ——混凝土结构的设计应用研究》范—中，并增加了 ,2, 节点设计。2009年，美国JaehongKim和JamesMLaFave总结了大量节点试验的成果,3,。随着异形柱体系的推广，各国推出了相应的设计 标准 excel标准偏差excel标准偏差函数exl标准差函数国标检验抽样标准表免费下载红头文件格式标准下载 ，异形柱76IndustrialConstructionVol.47，No.3，2017 节点的抗震性能也逐渐得到重视祖同等 ,6, ,4, 。冯建平,5,、曹 相继对异形柱地震下的性能展开研究。 由于异形柱节点为结构抗震的薄弱部位，限制了异 形柱的应用推广。因此，对异形柱节点的抗震性能 ,7, 进行研究具有十分重要的意义。 本研究通过对6个T形截面柱框架节点试件(2/3缩尺)在低周期反复荷载作用下的性能进行试验和有限元的弹塑性分析。对节点区裂缝的形成、 *国家自然科学基金项目(51408489，51308448，51301136);陕西省自然科学基金项目(2014JQ7255);中央高校基本科研业务费专项基金资助项目(3102014JCQ01047);国家留学基金委资助项目;西北工业大学研究生创意创新种子基金资助项目。1980年出生，第一————————————————————————————————————————————————————— 作者:陈昌宏，男，博士，副教授。电子信箱:changhong(chen@nwpu(edu(cn收稿日期:2016,10,12 工业建筑2017年第47卷第3期 开展、节点的破坏机理及节点抗震性能进行研究。1 损伤塑性模型 ,8, 本文采用ABAQUS提供的塑性损伤本构模型 1.3损伤控制原理 损伤塑性模型通过损伤因子d来描述刚度的退 d为应力状态和单轴损伤变量dt(受拉损伤化现象， dc(受压损伤因子)的函数:因子)、 (1,d)=(1,stdc)(1,scdt)0?st，sc,1 (4) sc是应力状态的函数，用以表达拉压转换式中:st、 时刚度恢复情况。 受拉损伤因子dt和受压损伤因子dc按式(5)计算: in (1,βt)ε珘tE0 dt=in 珘σt+(1,βt)εtE0in (1,βc)ε珘cE0 dc=in —————————————————————————————————————————————————— ——— 珘σc+(1,βc)εcE0 对混凝土异形柱试验结果进行模拟和验证。 1.1屈服方程 由于混凝土材料在受拉和受压时，表现出不同的受力性能和损伤状态。为更好地描述混凝土材料JeehoLee等,9,修正了在拉、压状态下的差异， Lubliner等在1989年提出的屈服方程,10,，使用多硬化屈服方程来描述屈服面的演化过程。依据有效应力的屈服方程为: 1〉,槇p))(q,3αp+β(εF(σ，珋珋珚ε珔)=max1,α p〉(1a)〈,珚珘γmax),σc(εc) p p 珘σ珚c(εc) β(ε珘)=p(1,α),(1+α)(ε珘σ珚tt) p (5a)(5b) (1b) inin 式中:ε珘珘t为混凝土受拉非弹性应变;εc是混凝土受压非弹性应变。βt的取值范围为0.5,0.95，βc的取值,12, βc取为范围为0.35,0.7。本文中βt取为0.95， 0.35。 ————————————————————————————————————————————————————— 其中q珋= (3/2)S:Sp 珘σ珚c=σc/(1,dc)=E0(εc,εc) α=(σbo,σco)/(2σbo,σco) 2试验设计 p珋=(,1/3)σ γ=3(1,Kc)/(2Kc,1) 式中:q珋为vonMises等效有效应力;S为有效偏应力; 珔的最大特征值;σ珔σ为有效应力;max为有效应力σc为有效黏聚应力;σc为混凝土压应力;dc为混凝土受压损 伤因子;E0为未损伤弹性刚度;εc为混凝土总压应变;珘εc为混凝土塑性压应变;α、γ为无量纲材料常数;σbo为双轴初始屈服压应力;σco为单轴初始屈服压应力，σbo/σco取值1.10,1.16，故α取值范围为0.08,0.12,8,。γ仅出现在三轴受压应力状态，对于一所以γ=3;σt表示有般试验，不变量应力比Kc=2/3， p效张拉内聚应力;σc表示有效压缩内聚应力;珘εt为混凝土塑性拉应变。p 试验共包含6个节点试件，根据不同的试验目标，将6个试件分为三组，试件分组情况如表1所示。试验分组一由试件1、试件2和试件3组成，试验变量为梁截面高度;试验分组二由试件2和试件4组成，试验变量为轴压比;试验分组三由试件2、试件5和试件6组成，试验变量为节点水平配箍率。该试验通过以上3组试验分别研究————————————————————————————————————————————————————— 3个变量对T形柱节点抗震性能的影响。试验中T形截面柱的高厚比hc/bc取3.75，试件高度为水平荷载下框架柱两相邻反弯点(即柱弯矩Mc=0的位置)之间距离的2/3，试件梁长度为梁反弯点(即梁弯矩Mb=0的位置)到框架柱边缘的距离的2/3。试验试件配筋以及节点构造如图1所示(以试件T,1为例)。 表1 Table1 分组第一组(A) 试件T,1T,2T,3T,4T,2T,5T,2T,6 试件变量及试件分组 hc/bc 核心区配箍配箍率ρsv/%轴压比 0.870.12 6@80 6@800.870.12 0.870.12 6@80 0.870.22 6@80 0.870.12 6@80 00.12素混凝土 0.870.12 6@80 1.530.12 8@80 1.2流动法则 Variablesandgroupsofspecimens ————————————————————————————————————————————————————— 0.667 0.81.00.80.80.80.80.8 混凝土材料选择非关联流动法则来确定塑性应变。 ?p ? ε=λ ? G σ珚 (2) 第二组(B)第三组(C) 表示塑性应变增量的大式中:λ为非负塑性算子， ?p 小;ε为塑性应变;G为模型的流动势。 Prager双曲线方程,11,:模型的流动势G为Drucker-+qtanψ(3)珋,p珋 取值范围在30?,40?;σto为失效式中:ψ为膨胀角， 时单轴拉伸应力; 为流动势偏移量。 试验采用拟静力加载以模拟地震作用。首先在T形柱截面形心施加预设的轴向荷载并在后续的节点试验中保持恒定，然后在梁端使用千斤顶施加上下循环且幅值逐渐增加的竖向荷载。试件屈服前 77 G= ————————————————————————————————————————————————————— a—混凝土有限元模型;b—钢筋骨架有限元模型。 图4 Fig(4钢筋混凝土有限元模型 Finiteelementmodelofreinforcedconcrete a—试件配筋侧面;b—试件配筋剖面。 图1T,1试件配筋 Fig(1,einforcementsofT,1specimens33.1计算与建模有限元建模 有限元模型中混凝土采用三维实体单元后，分别使用荷载和位移控制。试件加载机制和加 载装置分别如图2和图3所示 。(C3D8:三维实体单元)、钢筋采用杆系单元(T3D2: 两结点三维线性桁架单元)，混凝土和钢筋的有限 对两者元模型如图4所示。将钢筋嵌入混凝土中， 分别划分网格。在保证结果收敛的前提下，网格划分不易过小，否则既影响计算时间又可能导致网格敏感性，使结果失准。钢筋与混凝土之间的黏结较为复杂，若考虑黏结，既使得模拟困难，又增加计算成本，故在非线性分析时忽略钢筋与混凝土之间的滑移。为防止混凝土受到集中荷载作用时梁端受荷 Fig(2图2节点试件加荷机制Loadingmechanismofjoint specimens点局部先于节点屈服被压碎，导致计算结果收敛性和节点数据完整性降低，故在梁端受荷点附近采取 ————————————————————————————————————————————————————— 加强措施防止局部破坏，保证节点数据的完整性。端部加强方案有两种:1)采取类圣维南法，将集中力等效为指定区域的均布荷载;2)端部放置大刚度过渡板，将集中荷载直接作用于过渡板上。考虑实际情况及试验方案，进行非线性有限元分析时柱端 即按轴压比 公式 小学单位换算公式大全免费下载公式下载行测公式大全下载excel公式下载逻辑回归公式下载 求出集中轴力施加方式选方案1)， 轴力，然后按合力平衡将集中轴力等效为柱端截面上的均布压力。此加载方案既与实际结构受力相符，又能避免ABAQUS计算时的收敛困难。梁端加 1—水平反力架;2—龙门反力架;3—千斤顶;4—滚轴;5—锚具;6—拉压千斤顶;7—千分表;8—百分表;9—球铰;10—位移计。 图3节点试件加荷装置 Fig(3Loadingdeviceofjoint specimens载方式选方案2)，过渡板取刚度为普通钢材10倍，钢板尺寸为400mm×133mm×10mm，将集中荷载作用于过渡板中心。过渡板与混凝土模型之间采用绑接约束。 工业建筑2017年第47卷第3 期78 在柱两端施加铰约束，采用上下(上、下分别加过渡板)施加周期交替、方向相反的荷载来获取节点在往复循环荷载作用下的各指标。3.2参数标定 在进行非线性有限元分析时需要用户定义的参数主要有膨胀角ψ，流动势偏移量 ，等双轴受压与单轴受压极限强度比σb0/σc0，————————————————————————————————————————————————————— 不变量应力比Kc，黏滞系数μ等，混凝土和钢筋的相关参数单独给出。参数选择的正确与否直接与结果的收敛性和正确性相关，现对与塑性损伤模型相关的重要参数进行简要说明，根据损伤模型的本构关系可知膨胀角ψ，流动势偏移量 主要作用于塑性损伤模型的流动势 Prager双曲线方程，函数G的Drucker-进而说明膨胀角ψ、流动势偏移量 主要通过影响流动势函数 G来影响塑性流动方向，本文膨胀角ψ取为30?，流动势偏移量 取为0.1。等双轴、单轴受压极强比σb0/σc0和不变量应力比Kc主要影响屈服方程，等双轴受压与单轴受压极限强度比σb0/σc0可以直接，本文取为1.16。Kc为拉、压子午线上第二应力不变量的比值，对于大多数试从Kupfer曲线中得到 验表明Kc为常数，故本文采用ABAQUS的默认值为2/3。黏滞系数μ主要作用是缓解隐式分析程序中由材料软化和刚度软化所导致的计算收敛困,8, 难。本文中黏滞系数μ取为0.005。由于混凝土和钢筋协同工作，本文允许受压损伤混凝土在受拉时提供少许贡献，故受拉损伤恢复因子wt=0.1;同时，由于混凝土在受拉损伤时混凝土会出现外鼓脱落现象，此时这部分混凝土就会退出对整体刚度的贡献，所以受压损伤因子wc=0.8。3.3钢筋混凝土指标 本文研究所用钢筋与混凝土的相关性能指标如表2、表3及图5、图6所示。由于混凝土受拉和受压的力学性能差异较大，故分别定义混凝土拉、压应力,应变曲线。钢筋的本构关系选用弹塑性模型。梁————————————————————————————————————————————————————— 柱受力钢筋选用H,B335，箍筋选用HPB300。 表2 Table2 立方体抗压强度/MPa 30 弹性模量/MPa30000 ,13, 表3 Table3 钢筋种类HPB300HPB300H,B335H,B335 直径/ mm681420 钢材材料参数 屈服强度/MPa300300335335 抗拉强度/MPa420420455455 弹性模量/MPa210000210000200000200 000 Parametersofsteelmaterial ——受拉本构曲线;—?—受压本构曲线。图5Fig(5 混凝土C30单轴受拉、压本构关系 Uniaxialconstitutiverelationofconcrete C30 ————————————————————————————————————————————————————— —?—H,B300;—?—H,B335。 图6 Fig(6 钢筋本构关系 Constitutiverelationofreinforcements 对节点性能和梁塑性铰位置逐渐向节点内侧移动， 端钢筋锚固造成不利影响，易产生黏结破坏;由试件T,2、T,4的试验结果对比发现:随轴压比增加，节点腹板初裂剪力增加且提高明显，轴压比对节点核心区裂纹呈有利影响，随其增加，裂纹出现时间推迟，裂纹宽度减小且发育速度减慢，同时裂纹倾角增加，塑性铰发生位置向节点内侧偏移;由试件T,2、T,5和T,6的试验结果对比发现:随节点水平箍筋配筋率的增加，节点核心区初裂剪力并未出现明显变化，说明水平箍筋配箍率对节点初裂剪力Vj贡献较小。4.1 荷载,位移曲线对比 由试验研究与有限元分析所得试件的荷载,位移曲线如图7a—7f所示。试验数据与有限元分析所得极限荷载吻合较好(除特殊情况)，但弹性刚度稍大，导致极限荷载所对应位移与试验结果相差较大，主要原因为:1)有限元分析时没有考虑混凝土 79 混凝土性能指标 轴心抗压 ————————————————————————————————————————————————————— 强度/MPa20.1 轴心抗拉强度/MPa2.01 Performanceindexesofconcrete 泊松比0.2 密度/(kg?m,3)2500 4 结果分析 T,2及T,3的试验结果对比发由试件T,1、 现:随梁截面高度增加(即梁柱抗弯刚度比增加)， a—试件T,1;b—试件T,2;c—试件T,3;d—试件T,4;e—试件T,5;f—试件T,6。 ——ABAQUS模拟;—?—试验数据。图7Fig(7 试件荷载,位移曲线对比Comparisonsofload-displacementcurves 与钢筋之间的相互作用;2)忽略钢筋与混凝土的滑移，假设整个分析过程中两种材料黏结完好;3)建模时钢筋嵌入混凝土中相当于直接将钢筋所在位置的混凝土的属性完全更改为钢筋的属性，而在实际试验中钢筋并不能如此理想地发挥作用，故导致计算刚度比实际中的大。 由于钢筋和混凝土之间的黏结较为复杂，建模分析时往往采用位移协调分离式模型，忽略钢筋和混凝土之间的滑移作用，故不能准确模拟轴压力对梁端钢筋锚固的有利影响，致使T,4荷载,位移曲线与试验数据误差较大，这也是位移协调分离式建模的缺点之一。 ————————————————————————————————————————————————————— T,4及T,6的试验结果可对比试件T,2、 知:试件T,2的极限荷载不可能超过T,4及T,6的极限荷载，而T,2的试验数据与之相反。故试件T,2的荷载,位移试验数据误差较大，由此导致与有限元分析结果吻合较差。4.2滞回曲线对比 试验研究与有限元分析所得试件加载点荷载, T,2及位移滞回曲线如图8所示。对比试件T,1、T,3的滞回曲线发现:试件T,1的滞回曲线饱满， 呈梭形，节点耗能能力和位移延性较好，如图8a所示;试件T,2和T,3的滞回曲线出现捏缩现象，试件T,3最为严重，呈弓形，节点的耗能能力和位移延性较差，如图8b、图8c所示。原因为:随梁截 节点由面高度增加(即柱梁抗弯强度比逐渐减小)，80 受弯延性破坏向节点受剪破坏过渡，逐渐向脆性破 坏逼近，导致节点耗能能力和位移延性降低。对比试件T,2及T,4的滞回曲线发现:试件T,4的滞回曲线较试件T,2饱满，试件T,4的节点耗能能力及位移延性优于T,2，如图8d所示。原因为:随轴压比增大，节点核心区混凝土对梁纵筋的握裹力增加，提高了节点的锚固能力，改善了节点内部钢筋的黏结条件，由梁筋滑移导致的伸长变形所占比例减小，导致节点的耗能能力和位移延性提高。 T,5及T,6的滞回曲线发对比试件T,2、 现:试件T,6滞回曲线相对于T,2和T,5较饱满，如图8f所示，试件T,5出现捏缩现象，耗能能力和位移延性最差，如图8e所————————————————————————————————————————————————————— 示。原因为:随试件节点抗剪承载力增加，节点核心区配箍率ρsv增加， 试件塑性铰发生位置向节点外(即梁柱交接处)偏移，塑性铰发生在梁端，因此具有更好的耗能能力和位移延性。 有限元分析所得滞回曲线与试验数据整体趋势拟合较好，能较好地模拟出构件卸载刚度。有限元分析所得滞回曲线捏缩现象不明显，与试验结果相比，有限元分析所得的结果更为理想化。4.3 破坏形态和裂纹分布分析 6个节点试件在试验过程中呈现基本相同的开裂过程。荷载较小时，裂纹仅出现在梁端呈竖向，且裂纹宽度较小，节点核心区处于剪切变形较小的弹 工业建筑2017年第47卷第3 期 a—试件T,1;b—试件T,2;c—试件T,3;d—试件T,4;e—试件T,5;f—试件T,6。 ———ABAQUS模拟;,,,,试验数据。 图8 Fig(8 试件荷载,位移滞回曲线 Load-displacementhysteresiscurvesofspecimens 性状态。随梁端荷载增加，梁端裂纹宽度加大，并向 外扩展，同时节点核心区陆续出现裂纹，但节点附近的翼缘板上————————————————————————————————————————————————————— 并未出现裂缝。随荷载再次增加，节点核心区的裂纹逐渐增多，最终形成反K字形裂纹。随荷载进一步增加，梁端混凝土保护层外鼓剥落，在梁端形成明显的断裂带，节点宣告破坏。此时节点区翼缘板仍处于弹性状态，翼缘板内部箍筋的最大应力值仅达到其屈服应力的41%。节点裂纹形式以T,5为例，如图9所示 。 件T,1为例说明裂纹形状与形成机理:对比图10a 受拉损伤云图和图10b受压损伤云图可知，在节点破坏时刻，当往复荷载作用时，在节点附近、柱腹板及梁端混凝土的受拉损伤大于0.54，其中近节点区域以及反K字形裂纹区域的受拉损伤大于0.977，说明在节点附近、柱腹板以及梁端混凝土的保护层已经损伤破坏，同时在该区域形成损伤裂纹。混凝土节点附近、柱腹板及梁端混凝土的受压损伤大于0.459，其中近节点区域以及反K字形裂纹区域的受压损伤大于0.642。混凝土受压损伤相对于受拉损伤要小，主要因屈服压应变大于屈服拉应变，且损伤因子为非弹性应变的函数，导致保护层的受压损伤小于受拉损伤，因此节点附近、柱腹板以及梁端混凝土的保护层在循环荷载作用下主要是由于受拉损伤，进而开裂破坏。所以在地震中该区域保护层容易发生剥落现象，因此T形柱节点相对于矩形柱节点更薄弱，其受震害影响可能更为严重。 混凝土损伤塑性模型不能直接演化出宏观裂纹，但可通过图示的方法显示出裂纹的方向。初始裂纹发生在拉伸等效塑性应变和最大塑性应变同时为正的区域，因此根据图10c等效塑性应变云图和 ————————————————————————————————————————————————————— a—裂缝形状;b—断裂带。 图9T,5破坏形态与节点裂缝 Fig(9FailuremodeandcrackpatternofT,5 图10d最大塑性应变云图可准确判断裂纹开裂初始点的位置。裂纹开裂初始点的位置主要集中在梁端与T形柱交接处且与试验结果一致呈反K字形分布。由于裂纹面的法向量与图11所示最大塑性应变方向平行，则可得出节点裂纹方向沿图11黑线所 81 通过对异形柱节点非线性有限元分析得到的等 效塑性应变、损伤变量如图10a—图10d所示。以试 ——陈昌宏，等 a—受拉损伤应变云图;b—受压损伤应变云图;c—等效塑性应变云图;d—最大塑性应变云图。 图10Fig(10 T,1试件云图ContoursofT,1 示。有限元分析表明T形节点沿着初始开裂点开裂，最终形成的裂纹形状与试验结果一致，呈反K字形，裂纹形状与传统矩形柱节点的X形交叉裂缝不同。原因为:节点核心区翼缘板充当节点腹板的嵌固端，阻碍裂纹发展路径，迫使裂纹交叉点向梁柱交接处偏移，并向梁柱交界面上下两方向延伸，最终形成反K字形裂纹。裂纹形成机理及对比如图12所示 。 ————————————————————————————————————————————————————— 向梁柱交界面上下两方向延伸，最终形成反K字形裂纹，并通过ABAQUS软件对6个T形柱框架节点试件进行非线性有限元分析，与试验结果对比，开裂机理及裂纹形状与试验结果吻合较好，同时验证了在反复荷载作用下T形柱框架节点核心区裂缝形式呈反K字形。 2)轴压比和梁截面高度对节点抗初裂影响较大;节点核心区配箍率大小虽然对节点的抗初裂贡献较小但直接影响钢筋的滑移(未配置或配箍率较小时，钢筋出现滑移现象)，在设计时应予以重视。 3)反K形与常规X形裂纹相比，柱腹板裂纹宽度较小，梁端形成贯通断裂带，这说明节点破坏时对柱的强度、刚度影响较小，断裂发生在梁端。因此在梁柱节点处加密竖向箍筋以及适量增加纵向构造钢筋，能提高节点延性，有效减小K形裂纹的发生，避免在梁柱交界处出现垂直断裂。 4)对比试件T,2的对照试验，发现试件T,2的位移,荷载试验数据误差较大，与实际情况不符。5)ABAQUS中的损伤塑性模型虽然不能直观显示裂纹的宽度，但可有效模拟裂纹开裂点初始位置和裂纹开裂方向。且通过适当调节参数，损伤塑性模型能很好模拟钢筋混凝土的受力性能。在不考虑黏结滑移的情况下，使用位移协调分离式建模能较为准确模拟出未发生黏结破坏的T形柱节点的承载能力。 6)在ABAQUS模拟中，使用位移协调分离式模型没有考虑钢筋和混凝土之间的滑移作用导致模拟结果与试验结果出现误差，计算刚度比实际试验刚度大，且不能准确反映出轴压比对梁端钢筋锚固的有利影响，使T,2和T,4模拟数据与试验数据偏差较大。 ————————————————————————————————————————————————————— 参考文献 ,1,唐九如(钢筋混凝土框架节点抗震,M,(南京:东南大学出版 1989.社， 图11Fig(11 T,1裂纹方向应变 CrackorientationstrainofT, 1 图12 Fig(12 裂纹形成原理及对比 Principleandcomparisonofcrackformation 5结论 本文通过对6个T形钢筋混凝土异形柱框架节 点的试验和ABAQUS非线性有限元分析，对T形柱节点的抗震性能进行研究。得出以下结论: 1)在低周期反复荷载作用下，T形柱节点核心区裂纹形式与常规矩形柱节点不同，呈反K字形，节点核心区翼缘板充当节点腹板的嵌固端，阻碍裂纹发展路径，迫使裂纹交叉点向梁柱交接处偏移，并82 (下转) 工业建筑2017年第47卷第3 ————————————————————————————————————————————————————— 期 超过15%，试件失效。4 结束语 (土木工,2,叶列平，冯鹏(F,P在工程结构中的应用与发展,J, 2006(3):24,36.程学报， ,3,葛文杰，张继文，戴航，等(F,P筋和钢筋混合配筋增强混凝 (东南大学学报:自然科学版，2012(1):土梁受弯性能,J,114,119. ,4,崔鹏飞，张丽娜，余祥，等(F,P筋混凝土梁弯、剪性能研究 J,(建材技术与应用，2013(4):13,15.现状浅析, ,5,郑乔文，薛伟辰(黏砂变形GF,P筋的粘结滑移本构关系 ,J,(工程力学，2008，25(9):162,169. ,6,YangJM，MinKH，ShinHO，etal(EffectofSteeland SyntheticFibersonFlexuralBehaviorofHigh-StrengthConcreteBeams ,einforcedwithF,PBars,J,(CompositesPartB:Engineering，2012，43(3):1077,1086. ,7,JeongS，NaamanAE(DuctilityofConcreteBeamsPrestressed withF,PTendons,J,(,estructuring:AmericaandBeyond，1995:1466,1469. ————————————————————————————————————————————————————— ,8,王作虎，邓宗才，杜修力，等(预应力F,P筋混凝土梁的研究 J,(工业建筑，2008，38(增刊1):777,782.进展, ,9,NordinH，T ljstenB( ConcreteBeamsStrengthenedwith Journalof PrestressedNearSurfaceMountedCF,P ,J,(CompositesforConstruction，2006，10(1):60,68. ,10,沈朝勇，罗学海，黄襄云，等(高层建筑转换层结构的研究现 J,(四川建筑科学研究，2010(2):20,24.状及发展方向, ,11,林志昆(配CF,P筋的框支转换梁结构抗震性能试验研究 ,D,(重庆:后勤工程学院，2013. ,12,代帅(CF,P筋无粘结部分预应力混凝土梁受力性能的试验 (长春:吉林大学，2009.研究,D,,13,JGJ101—1996 S,(建筑抗震试验方法规程, ,14,唐久如(钢筋混凝土框架节点抗震,M,(南京:东南大学出版 1989:302,304.社， ,15,叶列平，冯鹏，林旭川(部分配置F,P的结构构件的安全储 ————————————————————————————————————————————————————— 2009，42(9):21,29(备指标及分析,J,(土木工程学报， 通过试验，对部分预应力混合配筋框支转换梁结构的裂缝发展规律、应变变化规律和抗震性能进行分析，可以得出以下结论: 1)对转换梁下部1根CF,P筋施加预应力，能够有效地抑制混凝土的开裂，使转换梁在跨中区域裂缝开展缓慢、裂缝数量明显减少。 2)试件有较高的极限荷载，强屈比达到1.31，说明部分预应力混合配筋框支转换梁结构仍然有较好的承载能力和抗震性能。 3)在正、反荷载作用下，试件的延性系数为5.3，均大于3，满足GB50011—2010《建筑抗震设计 规范 编程规范下载gsp规范下载钢格栅规范下载警徽规范下载建设厅规范下载 》的要求，表明部分预应力混合配筋框支转换梁结构的延性性能较好。 4)从滞回曲线分析中可以看出，试件滞回曲线两端较为丰满，这说明部分预应力混合配筋框支转换梁结构有较好的抗震性能。 5)对框支转换梁中的纵向受力CF,P筋施加预应力，能使框支转换梁结构中配置的CF,P筋的高强度、高性能得以发挥，有助于改善CF,P筋框支转换梁结构的受力性能。 参考文献 ,1,Gravina,J，SmithST(FlexuralBehaviourofIndeterminate 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(上接) ,2,NZS3101.1:1982 ConcreteStructuresStandard-CodeofPractice ————————————————————————————————————————————————————— 2013. ,9,LeeJ，FenvesGL(Plastic-DamageModelforCyclicLoadingof ConcreteStructures,J,(JournalofEngineeringMechanics，1998， 124(8):892,900. ,10,LublinerJ，OliverJ，OllerS，etal(APlastic-DamageModelfor Concrete,J,(InternationalJournalofSolidsandStructures，1989， 25(3):299,326. ,11,DruckerDC，PragerW(SoilMechanicandPlasticAnalysisor LimitDesign,J,(QuarterlyofAppliedMathematics，1952，10(2): 157,165. ,12,张劲，王庆扬，胡守营，等(ABAQUS混凝土损伤塑性模 型参数 J,(建筑结构，2008，38(8):127,130(验证, ,13,KuperH，HilsdorfHK，,ushH(BehaviorofConcreteunder BiaxialStresses,C,?JournalProceedings，1969，66(8):656, 666. fortheDesignofConcreteStructures,S,( ,3,KimJ，LaFaveJM(JointShearBehaviorof,einforcedConcrete Beam-ColumnConnectionsSubjectedtoSeismicLateralLoading,,,( Illinois: NewmarkStructuralEngineeringLaboratory， UniversityofIllinoisatUrbana-Champaign，2009. —————————————————————————————————————————————————— ——— ,4,曹万林，徐金荣，宋文勇，等(钢筋混凝土异形柱框架结构抗震 (世界地震工程，2002，18(1):62,65.设计的若干措施,J, (华南,5,冯建平，吴修文(T形截面柱框架边节点的抗震性能,J, 1995，23(3):123,130.理工大学学报:自然科学版， ,6,曹祖同，陈云霞，吴戈，等(钢筋混凝土异形柱框架节点强度的 1999(1):42,46.研究,J,(建筑结构， ,7,戎贤，张健新，李艳艳(往复荷载作用下异形柱节点抗震性能 J,(工程力学，2015，32(8):58,65.改善措施, ,8,ABAQUSAnalysisUser’sManualv6.13,M,(ABAQUSInc， 88 工业建筑2017年第47卷第3期 —————————————————————————————————————————————————————