熊清清 桂海偉 張 旺 李 格

(1.天津大學(xué)建筑工程學(xué)院, 天津 300072; 2.石家莊鐵道大學(xué)土木工程學(xué)院, 石家莊 050043; 3.大立建設(shè)集團有限公司, 杭州 311215)

0 引 言

隨著國家和地方大力推動裝配式建筑的發(fā)展,基于鋼管混凝土柱發(fā)展起來的各類豎向承重構(gòu)件不斷應(yīng)用于鋼結(jié)構(gòu)建筑中,例如異形鋼管混凝土柱[1-2]、多腔室型鋼管混凝土柱[3-4]、鋼管混凝土組合異形柱[5-6]等。學(xué)者對其抗震性能進行了試驗和理論研究,張繼承等對L形鋼管混凝土柱抗震性能進行了有限元參數(shù)化分析[7],結(jié)果表明:軸壓比對塑性階段剛度影響明顯,截面寬厚比和長寬比對骨架曲線的影響顯著;宋華等以對拉鋼筋加勁的L形鋼管混凝土柱為研究對象,對其進行了抗震性能試驗和有限元分析[8],試驗結(jié)果表明:對拉鋼筋可以限制鋼板的局部屈曲和陰角處混凝土與鋼管的脫離;殷飛等對四種構(gòu)造的多腔室鋼管混凝土柱進行了抗震性能試驗[9],試驗結(jié)果表明:角部采用圓鋼管加強的鋼管混凝土柱承載力高于采用角鋼加強的鋼管混凝土柱;熊清清等對雙板連接的L形鋼管混凝土組合柱進行了低周往復(fù)荷載試驗,分析了L形鋼管混凝土組合柱的失效模式和抗震性能,對比了單肢柱截面尺寸、軸壓比、連接板寬度和厚度對L形鋼管混凝土組合柱抗震性能的影響規(guī)律[10];蔡景明等對鋼筋增強 ECC-鋼管混凝土組合柱和鋼管混凝土疊合柱進行了低周往復(fù)荷載試驗[11],試驗結(jié)果表明:鋼筋增強 ECC-鋼管混凝土組合柱耗能能力更好,并通過參數(shù)化分析研究了軸壓比、鋼管強度和混凝土強度等因素對該類組合柱抗震性能的影響規(guī)律。

為了滿足高層建筑和復(fù)雜結(jié)構(gòu)抗側(cè)剛度和抗震性能的要求,結(jié)構(gòu)設(shè)計時異形柱各肢的寬厚比經(jīng)常大于4,根據(jù)規(guī)范定義[12],此類異形柱屬于寬肢異形柱。但寬厚比增大使得鋼板容易屈曲并造成對混凝土約束作用減弱。為了提高鋼管對混凝土的約束作用,蔡健等提出通過設(shè)置約束拉桿限制鋼管壁的局部屈曲,但在鋼板上開孔會造成應(yīng)力集中,形成薄弱區(qū),對結(jié)構(gòu)受力產(chǎn)生不利的影響[13-14]。同時,柱壁外部有突出的拉桿部分,造成了后續(xù)施工不便和居住舒適性的降低。為了更好地解決這一問題,劉永健等提出一種設(shè)置PBL加勁肋的鋼管混凝土結(jié)構(gòu)[15-17],在鋼管內(nèi)部設(shè)置的PBL加勁肋可以減小鋼管與混凝土界面的脫空和相對滑移,澆筑時在PBL孔中形成混凝土榫,其徑向抗拔作用增強了套箍效應(yīng),可以提高鋼管對混凝土的約束作用,增大結(jié)構(gòu)的抗側(cè)剛度;另外,周政等對設(shè)置斜向PBL加勁肋的鋼管混凝土柱進行了擬靜力試驗,分析了鋼管寬厚比和軸壓比對抗震性能的影響規(guī)律[18],結(jié)果表明:PBL加勁肋對混凝土的約束均勻,可以提高二者協(xié)同工作性能。

為了進一步探究寬肢鋼管混凝土組合柱的抗震性能,以內(nèi)置PBL的L形寬肢鋼管混凝土組合柱(W-LCFST柱)低周往復(fù)荷載試驗為基礎(chǔ),通過建立考慮鋼材延性斷裂失效的精細化有限元分析模型,并與試驗結(jié)果進行驗證。在此基礎(chǔ)上,建立16個有限元模型,通過對比分析,研究PBL隔板數(shù)量、PBL孔間距、PBL孔徑大小、邊柱尺寸、軸壓比和鋼管厚度對W-LCFST柱抗震性能的影響規(guī)律。

1 試驗概述

試驗選取內(nèi)置PBL的W-LCFST柱為研究對象,以實際工程中應(yīng)用的L-CFST柱為基準(zhǔn),進行2∶3的縮尺,設(shè)計并制作了3個高1 650 mm的試件。具體試件參數(shù)如表1和圖1所示。設(shè)計軸壓比為0.25,試件中鋼材均采用Q355B,材料特性如表2所示,混凝土試塊的立方體抗壓強度(fcu,k)為31.8 MPa。

a—SJ-1、SJ-2和SJ-3立面; b—各部件名稱; c—SJ-1平面; d—SJ-2平面; e—SJ-3平面。圖1 試件幾何尺寸及構(gòu)造 mmFig.1 Dimension and details of specimens

表1 試件構(gòu)造參數(shù)Table 1 Parameters of test specimens

表2 鋼材材料特性Table 2 Material behaviors of the steel

根據(jù)文獻[19]進行加載:試驗時,豎向加載點通過W-LCFST柱截面的形心。柱頂采用荷載-位移混合控制的加載方法。在試件屈服前,采用荷載控制并分級加載,按每級50 kN遞加,各級循環(huán)1次;屈服后采用位移控制,屈服位移值取試件屈服時正負向位移絕對值的平均值,并以該位移值的倍數(shù)為級差進行加載控制,各級循環(huán)2次。當(dāng)試件承載力下降至峰值荷載的85%以下時停止加載。

試驗過程中主要測量了柱頂水平位移、柱頂豎向荷載、柱頂水平荷載及關(guān)鍵部位應(yīng)變等。采用位移計D2和荷載傳感器實時記錄構(gòu)件受力過程,分別在柱頂(D1、D2)、1/3柱高處(D4、D7)、2/3柱高處(D3、D6)和底板處(D5)布置位移計,以對比柱身不同高度的水平位移和底板是否發(fā)生相對錯動。應(yīng)變片布置在1/2柱高處和柱底加勁肋上方,位移計及應(yīng)變片布置見圖2。

圖2 位移計及應(yīng)變片布置Fig.2 Arrangement of displacement transducers and strain gauges

在柱頂水平荷載較小時,荷載-位移曲線呈線性變化,試件處于彈性工作階段。隨著荷載的施加,試件進入彈塑性階段。當(dāng)加載位移達到2倍的屈服位移(22 mm)時,X側(cè)邊柱B面及中柱D面加勁肋焊縫上邊緣處鋼管出現(xiàn)斷裂并向兩側(cè)擴展,鋼管內(nèi)混凝土拉裂破壞。同時,在負向加載時,上述位置鋼管出現(xiàn)壓屈,混凝土壓碎。最終,中柱D面加勁肋焊縫上邊緣處開裂沿水平方向向Y向連接板延伸了20 mm,沿X向中柱C面撕裂的裂口長度達到70 mm,承載力出現(xiàn)急劇下降。試件典型破壞形態(tài)如圖3所示,SJ-1荷載-位移滯回曲線已剔除扭轉(zhuǎn)變形影響,如圖4a所示,其中位移角的計算如式 (1)所示。

圖3 試件典型破壞形態(tài)Fig.3 Typical failure pattern of the specimen

a—SJ-1; b—SJ-2; c—SJ-3。試驗; 有限元。圖4 試驗與有限元滯回曲線對比Fig.4 Comparisons of test and element hysteresis curves

(1)

式中:Δd為柱頂水平位移;l為W-LCFST柱底至加載點中心的距離,取1 330 mm。

2 有限元模型的建立

本文采用ABAQUS有限元軟件進行分析,鋼材和混凝土的泊松比分別取0.3和0.2,鋼材的彈性模量取206 GPa。

模型中混凝土本構(gòu)關(guān)系采用塑性損傷模型來模擬,混凝土受壓的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系如式(2)[20]所示,混凝土受拉的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系如式(3)[21]所示,混凝土受壓和受拉損傷參數(shù)如式(3e)、(3f)[22]所示。

(2)

式中:ξ為約束效應(yīng)系數(shù);Amc、fmcy、Ac和fck分別為鋼材橫截面面積、鋼材屈服強度、混凝土橫截面面積和混凝土軸心抗壓強度標(biāo)準(zhǔn)值。

(3)

采用鋼材的真實應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線及延性金屬損傷準(zhǔn)則以實現(xiàn)對啟裂點、斷裂路徑等的精準(zhǔn)模擬。根據(jù)文獻[23]提出的式(4a)～(4d)將鋼材的工程應(yīng)力-應(yīng)變曲線轉(zhuǎn)換成真實應(yīng)力-應(yīng)變曲線,再通過式(4e)～(4f)對真實應(yīng)力與塑性應(yīng)變的關(guān)系進行擬合,圖5反映了擬合后的真實應(yīng)力-塑性應(yīng)變曲線。

圖5 鋼材真實應(yīng)力-塑性應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.5 True stress-plastic strain curve of the steel

(4a)

(4b)

εtrue=ln(1+εeng)

(4c)

σtrue=σeng(1+εeng)

(4d)

(4e)

(4f)

式中:Kn為應(yīng)變硬化系數(shù),取822.41;n為應(yīng)變硬化指數(shù),取0.165[23]。

圖6 鋼材應(yīng)力三軸度與等效塑性損傷應(yīng)變路徑Fig.6 The path of the equivalent strain to fracture and stress triaxiality for steel

(5)

其中C2=-ln(1-AR)

式中:C1為鋼材剪切狀態(tài)下的等效塑性損傷應(yīng)變;C2為鋼材單軸拉伸時的等效塑性損傷應(yīng)變;η0取1/3;AR為鋼材拉伸試驗中斷裂后截面面積與原截面面積之比。

ABAQUS中有多種損傷演化形式,采用破壞位移μpl定義損傷單元失效,如式 (6)所示。采用半循環(huán)組合硬化模擬鋼材的循環(huán)硬化特性,相關(guān)硬化參數(shù)參考文獻[25]提出的循環(huán)荷載下單軸簡化本構(gòu)模型。

(6)

采用耦合約束將柱底與柱頂平面耦合到截面形心位置,形成剛性平面,限制柱底X、Y、Z三個方向的位移與轉(zhuǎn)角。對柱頂施加豎向軸壓力后,對柱頂水平方向進行位移加載。

為保證有限元分析精度,鋼材和混凝土均采用實體單元(C3D8R)建模。混凝土網(wǎng)格取25 mm,鋼材網(wǎng)格取20 mm。為實現(xiàn)對啟裂點和斷裂路徑的準(zhǔn)確模擬,鋼材在關(guān)鍵部位網(wǎng)格大小取10 mm,部件網(wǎng)格劃分及邊界條件如圖7。

圖7 網(wǎng)格劃分及邊界條件Fig.7 Typical meshing and boundary conditions

鋼材與混凝土法向采用“硬”接觸[26],允許接觸后分離,鋼材為主表面。切向摩擦力學(xué)行為采用“罰函數(shù)”,摩擦系數(shù)取0.6[20]。

3 有限元模型與試驗結(jié)果對比

有限元計算結(jié)果與試驗所得滯回曲線對比如圖4所示。峰值承載力對比見表3。SJ-1試驗時正向和負向峰值荷載分別為430.5 kN和527.1 kN,有限元正、負向峰值荷載分別為437.1 kN和512.4 kN,試驗與有限元結(jié)果正向和負向承載力平均誤差為2.2%,準(zhǔn)確性較高。

表3 試件峰值荷載對比Table 3 Comparisons of the peak force between test and FEM

SJ-2試驗與有限元正向峰值荷載分別為563.7 kN和461.4 kN,相差18.1%。這是由于試驗正向加載至4倍屈服位移值時,X側(cè)邊柱附近螺栓松動,使得試件所受最大彎矩截面由柱底延伸至底板,而底板的截面抵抗矩明顯比試件柱底截面抵抗矩大,此時測得的正向承載力提升明顯。加固螺栓后,測得正向承載力回歸正常。

SJ-3試驗與有限元結(jié)果正、負向承載力平均誤差為6.0%,較為準(zhǔn)確。

圖8為有限元與試驗典型破壞形態(tài)對比,由圖可見,有限元模型破壞典型特征與試驗基本一致,均為中柱及X側(cè)邊柱加勁肋上方鋼管及連接板屈曲,鋼管壁在屈服后逐步撕裂并沿水平方向延伸。W-LCFST柱中上部的鋼管及連接板始終處于彈性工作狀態(tài),下部區(qū)域應(yīng)力較大,有限元模型結(jié)果與試驗結(jié)果吻合較好,說明采用該模型模擬試驗具有較高的準(zhǔn)確性。

4 有限元參數(shù)化分析

為了進一步分析PBL隔板數(shù)量、PBL孔間距、PBL孔徑大小、邊柱尺寸、軸壓比和鋼管厚度等參數(shù)對W-LCFST柱抗震性能的影響規(guī)律,根據(jù)上述每種影響因素設(shè)計了6組共16個有限元模型,具體構(gòu)造尺寸如表4所示。

表4 有限元模型參數(shù)及結(jié)果對比Table 4 Comparisons of finite element model parameters and results

4.1 PBL隔板數(shù)量的影響

PBL隔板數(shù)量分別為2、4和6的W-LCFST柱對應(yīng)模型編號分別為C-0、C-1和C-PBL-Q6,PBL應(yīng)力云圖和骨架曲線如圖9和圖10所示,其中位移延性系數(shù)計算如式(7)所示。初始剛度取0.6倍屈服強度所對應(yīng)點的線剛度。相應(yīng)的峰值荷載、位移延性系數(shù)和初始剛度如表4所示。

圖9 不同隔板數(shù)量的W-CFST柱中PBL應(yīng)力云圖對比Fig.9 Comparisons of PBL stress cloud in W-CFST columns with different numbers of separators

圖10 PBL隔板數(shù)量對骨架曲線的影響Fig.10 Influences of PBL separator quantities on skeleton curve

(7)

式中:dm為峰值荷載所對應(yīng)的位移;dy為屈服位移。

由圖9可見,PBL隔板數(shù)量為6時,PBL隔板底部應(yīng)力較大,這說明PBL隔板數(shù)量增加提高了PBL自身抵抗變形的能力,同時較多的PBL隔板也貢獻了更多的承載力。

PBL隔板數(shù)量由2個增加至4個時,初始剛度提高了2.8%,正向峰值荷載提高5.7%,負向峰值荷載提高6.9%;PBL隔板數(shù)量由4個增加至6個時,初始剛度提高了2.8%,正向和負向峰值荷載分別提高4.8%和2.0%。

在彈性階段,增加PBL隔板數(shù)量,W-LCFST柱的初始剛度提高了2.8%,這是由于連接板內(nèi)PBL隔板數(shù)量增加,提高了W-LCFST柱的截面慣性矩,從而提升了W-LCFST柱的初始剛度。進入塑性階段后,減小PBL隔板數(shù)量,正向和負向承載力分別提高了5.7%和6.9%。這是由于PBL隔板與連接鋼板形成的腔室體積減小,對混凝土的約束作用增強,承載力增大。達到峰值點后,PBL隔板數(shù)量增加,承載力下降平緩,位移延性系數(shù)從3.87增至4.32,主要原因是在達到峰值荷載時,邊柱和中柱柱腳鼓曲并出現(xiàn)不同程度的撕裂,隨著柱腳開裂并不斷向內(nèi)部發(fā)展,截面中性軸向中柱移動,水平荷載主要由連接板內(nèi)部的PBL隔板、連接鋼板和連接板內(nèi)混凝土承擔(dān)。同樣PBL隔板數(shù)量越多,對混凝土約束作用提高也越明顯,連接板內(nèi)混凝土、連接鋼板和PBL隔板整體的峰值后工作性能得到提升,最終提高了W-LCFST柱的位移延性系數(shù)。

4.2 PBL孔間距的影響

PBL孔間距分別為125 mm、100 mm和75 mm的W-LCFST柱對應(yīng)的模型編號分別為C-PBL-HD125、C-0和C-PBL-HD75,PBL應(yīng)力云圖和骨架曲線如圖11和圖12所示。

圖11 不同PBL孔間距的W-CFST柱中PBL應(yīng)力云圖對比Fig.11 Comparisons of PBL stress cloud in W-CFST columns with different PBL hole spacings

圖12 PBL孔間距對骨架曲線的影響Fig.12 Influences of PBL hole spacings on skeleton curve

PBL孔間距由125 mm減小至100 mm時,正向峰值荷載提高了8.7%,負向峰值荷載提高6.1%;PBL孔間距由100 mm減小至75 mm時,正向和負向峰值荷載分別降低了7.8%和5.6%。由圖11可見,PBL孔間距為100 mm的PBL隔板下部應(yīng)力更大,變形更明顯。

由表4可見C-PBL-HD125、C-0和C-PBL-HD75三個模型骨架曲線初始剛度無明顯區(qū)別,PBL孔間距對彈性階段影響不明顯。進入塑性階段后,PBL孔間距由75 mm提高至100 mm時,W-LCFST柱承載力有所提高,這是因為孔洞會引起應(yīng)力集中,提高孔間距會減少孔洞數(shù)量,提升PBL隔板的承載力,從而提升W-LCFST柱的承載力。而孔間距由100 mm提高至125 mm時,承載力降低,這是由于孔間距增大會減少PBL隔板兩側(cè)混凝土榫的截面面積,并且隨著水平位移的增加,水平荷載主要由連接鋼板及內(nèi)部混凝土承受,使得孔洞內(nèi)部混凝土榫更容易受到剪切破壞,從而降低PBL隔板兩側(cè)混凝土的整體性,導(dǎo)致W-LCFST柱整體承載力降低。

4.3 PBL孔徑大小的影響

圖13所示為不同PBL孔徑的W-LCFST柱中PBL應(yīng)力云圖。圖14所示為PBL隔板數(shù)量為2個時,PBL孔徑為17 mm、34 mm和51 mm的W-LCFST柱的骨架曲線,對應(yīng)模型編號為C-PBL-Q2-HC17、C-0和C-PBL-Q2-HC51。PBL孔徑由17 mm增加至34 mm時,正向和負向峰值荷載分別提高1.1%和1.4%,PBL孔徑由34 mm增加至51 mm時,正向和負向峰值荷載分別降低3.8%和1.7%。

圖13 不同PBL孔徑的W-CFST柱中PBL應(yīng)力云圖對比Fig.13 Comparisons of PBL stress cloud in W-CFST columns with different PBL pore sizes

圖14 PBL隔板數(shù)量為2時孔徑對骨架曲線的影響Fig.14 Influences of pore sizes on skeleton curve with 2 PBL separators

由圖13可見,C-PBL-Q2這組中孔徑17 mm和34 mm的PBL隔板底部局部區(qū)域應(yīng)力更大,孔徑51 mm的PBL隔板整體應(yīng)力較小。C-PBL-Q4這組中孔徑34 mm的PBL隔板整體應(yīng)力分布更均勻。這是由于大孔徑對PBL隔板截面的削弱影響較大,PBL隔板性能沒有得到充分發(fā)揮,導(dǎo)致PBL隔板對W-LCFST柱性能貢獻降低,所以反饋到應(yīng)力云圖上的應(yīng)力較小。

當(dāng)PBL隔板數(shù)量為4個時,孔徑17 mm、34 mm和51 mm對應(yīng)的模型編號分別為C-PBL-Q4-HC17、C-1和C-PBL-Q4-HC51,骨架曲線如圖15所示。PBL孔徑由17 mm增加至34 mm,初始剛度降低了0.4%,正向和負向峰值荷載分別提高4.6%和7.7%,PBL孔徑由34 mm增加至51 mm時,初始剛度降低了0.5%,正向和負向峰值荷載分別降低8.5%和9.4%。

圖15 PBL隔板數(shù)量為4時孔徑對骨架曲線的影響Fig.15 Influences of pore sizes on skeleton curve with 4 PBL separators

對比不同孔徑的W-LCFST柱發(fā)現(xiàn):孔徑大小對彈性階段剛度和承載力無明顯影響。達到峰值荷載時,孔徑17 mm的W-LCFST柱中混凝土榫抵抗剪切變形的能力較弱,容易受剪破壞從而削弱混凝土的連接和傳力效果,而PBL隔板與兩側(cè)連接板協(xié)同變形能力較強,承擔(dān)了較多的水平荷載,使得其峰值荷載大于PBL孔徑51 mm的W-LCFST柱。達到峰值荷載后,水平荷載從主要由邊柱及連接鋼板和PBL隔板承受過渡到主要由連接鋼板、PBL隔板及內(nèi)部混凝土承受。PBL孔徑51 mm的W-LCFST柱中混凝土榫的橫截面面積較大,抗剪能力和傳力效果更好,而PBL隔板凈截面面積較小,在水平荷載的作用下更容易在不利位置發(fā)生破壞,使得W-LCFST柱承載力下降。

對比兩組不同PBL隔板數(shù)量的W-LCFST柱骨架曲線得出:PBL孔徑大小對W-LCFST柱延性和承載力的影響在PBL隔板數(shù)量多時更明顯,W-LCFST柱的位移延性系數(shù)隨PBL孔徑增加而提高。

4.4 邊柱尺寸的影響

邊柱尺寸分別為100 mm×100 mm、120 mm×100 mm和140 mm×100 mm的W-LCFST柱,模型編號分別為C-0、SC120×100和SC140×100,骨架曲線如圖16所示。邊柱尺寸由100 mm×100 mm增大至120 mm×100 mm時,初始剛度提高了5.8%,正向和負向峰值荷載分別提高了1.0%和0.9%,位移延性系數(shù)降低了9.3%;邊柱尺寸由120 mm×100 mm增大至140 mm×100 mm時,初始剛度提高了7.4%,正向和負向峰值荷載分別提高了6.5%和5.5%,位移延性系數(shù)降低了12.0%。

可以發(fā)現(xiàn),增大邊柱尺寸可以明顯提升W-LCFST柱彈性階段的剛度和承載力,這是由于增大邊柱尺寸可以提高鋼管和混凝土的受力面積,同時由于邊柱首先承受水平荷載,增加邊柱尺寸有效提高了側(cè)向剛度和承載力。在達到峰值點后,邊柱尺寸越大承載力下降越快,位移延性系數(shù)從3.87降至3.09。這是由于負向加載時,中柱和Y側(cè)邊柱同時受拉,而正向加載時僅有X側(cè)邊柱受拉,矩形鋼管的長肢在柱底撕裂后破壞更嚴(yán)重,導(dǎo)致W-LCFST柱正向承載力下降段更陡,延性更差。

4.5 軸壓比的影響

根據(jù)CECS 159∶2004《矩形鋼管混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》中的疊加原理,軸心受壓構(gòu)件的設(shè)計軸壓比n計算公式如式(8)所示。軸壓比分別為0.25、0.35、0.45和0.55的W-LCFST柱的模型編號分別為C-0、C-N0.35、C-N0.45和C-N0.55,骨架曲線如圖17所示。

圖17 軸壓比對骨架曲線的影響Fig.17 Influences of axial compression ratios on skeleton curve

(8)

軸壓比由0.25提高至0.35時,初始剛度提高了14.2%,正向和負向峰值荷載分別提高6.7%和6.8%,位移延性系數(shù)提高了4.1%;軸壓比由0.35提高至0.45時,初始剛度提高了11.2%,正向和負向峰值荷載分別提高7.4%和4.9%,位移延性系數(shù)提高了2.8%;軸壓比由0.45提高至0.55時,初始剛度降低了10.3%,正向和負向峰值荷載分別降低10.1%和8.8%,位移延性系數(shù)降低了12.6%。

可以看出:當(dāng)軸壓比不大于0.45時,提高軸壓比可以提升W-LCFST柱的初始剛度和峰值承載力,延性也略有提升。這是由于提高軸壓比增加了混凝土受壓面積,提高了鋼板對混凝土的約束作用,從而提升了鋼與混凝土的協(xié)同工作性能。同時,由于構(gòu)件的不對稱性,導(dǎo)致骨架曲線負向更為平緩。

軸壓比大于0.45后,彈性階段的剛度和承載力均略有下降,這是由于較大的軸壓比使得W-LCFST柱的柱底過早出現(xiàn)開裂與屈曲,同時鋼管內(nèi)的混凝土也更早出現(xiàn)裂縫,導(dǎo)致承載力過早出現(xiàn)下降。在達到峰值點后,由于X側(cè)邊柱比中柱和Y側(cè)邊柱破壞更嚴(yán)重,引起正向承載力迅速下降,骨架曲線正向下降段更陡,導(dǎo)致位移延性系數(shù)從4.14降低至3.62。

4.6 鋼管厚度的影響

鋼管厚度分別為6 mm、7 mm和8 mm的W-LCFST柱的模型編號分別為C-0、C-ST-T7和C-ST-T8,柱腳的應(yīng)力云圖和骨架曲線如圖18和圖19所示。

圖18 不同鋼管厚度的W-LCFST柱腳應(yīng)力云圖對比Fig.18 Comparisons of stress cloud of W-LCFST column footings with different steel tube thicknesses

由圖18可見,鋼管厚度為8 mm的W-LCFST柱其加勁肋上方局部屈曲更明顯,鋼管厚度為6 mm的W-CFST柱底加勁肋上方鋼管撕裂。鋼管厚度從6 mm提高至7 mm時,初始剛度提高了6.3%,正向和負向峰值荷載分別提高7.9%和6.1%,位移延性系數(shù)提高了9.3%;由7 mm提高至8 mm時,初始剛度提高了13.8%,正向和負向峰值荷載分別提高12.8%和10.1%,位移延性系數(shù)提高了10.6%。可以看出,提高鋼管厚度可以明顯提升W-LCFST柱的初始剛度,提升峰值承載力。這是由于提高鋼管厚度不僅提高了W-LCFST柱的含鋼率,增強了對核心混凝土的約束作用,推遲柱底的局部屈曲,充分發(fā)揮了鋼材強度,使得骨架曲線下降段更平緩。

5 結(jié) 論

采用ABAQUS軟件建立了內(nèi)置PBL的L形鋼管混凝土組合柱精細化數(shù)值分析模型并考慮了鋼材延性斷裂失效和混凝土塑性損傷的影響,并對其抗震性能進行了有限元參數(shù)化分析,可以得到以下結(jié)論:

1)有限元模型結(jié)果可以很好地預(yù)測啟裂點位置、開裂路徑及荷載-位移曲線等,說明采用金屬延性損傷準(zhǔn)則來模擬抗震試驗中的斷裂破壞具有較好的效果,建立的數(shù)值分析模型具有較高的精度。

2)PBL隔板數(shù)量對W-LCFST柱承載力影響明顯。PBL隔板數(shù)量由2個增加至6個時,正向、負向峰值荷載分別提高了10.8%和9.0%。PBL隔板與連接鋼板形成的腔室面積減小,增強了對核心混凝土的約束作用,并且加載后期PBL隔板數(shù)量多的W-CFST柱骨架曲線下降段更平緩;PBL孔徑大小和孔間距僅對塑性階段有影響。達到峰值荷載前,荷載主要由邊柱及連接鋼板和PBL隔板承受,而PBL隔板凈截面面積越小,在水平荷載作用下越容易在不利位置發(fā)生破壞,所以孔徑較大、孔間距較小的W-LCFST柱承載力更低。到達峰值荷載后,水平荷載主要由連接鋼板及內(nèi)部混凝土承受,PBL隔板與混凝土榫間剪切力增大,PBL孔內(nèi)的混凝土榫截面面積越小,孔內(nèi)的混凝土榫越容易受剪破壞,導(dǎo)致混凝土之間不能直接傳力,削弱了連接板的傳力效果,所以PBL孔徑小、孔間距大的W-LCFST柱承載力下降更快。

3)軸壓比不大于0.45時,提高軸壓比可以提升W-LCFST柱的初始剛度和承載力,而當(dāng)軸壓比為0.55時,承載力和初始剛度均有所下降。這是由于適當(dāng)提高軸壓比可以提升鋼與混凝土的協(xié)同工作性能,提高構(gòu)件整體性,但較大的軸壓力會使W-LCFST柱過早出現(xiàn)局部屈曲,鋼管和混凝土過早開裂,引起承載力降低。

4)邊柱尺寸和鋼管厚度增加對W-LCFST柱初始剛度和承載力提高影響明顯。邊柱尺寸由100 mm×100 mm增大至140 mm×100 mm時,初始剛度提高了13.7%,正向和負向峰值荷載分別提高了7.6%和6.4%。增大邊柱尺寸可以提高鋼管和混凝土的受力面積,提高W-LCFST柱的峰值承載力。但邊柱較大的W-LCFST柱由鋼管撕裂引起的承載力下降也更明顯,位移延性系數(shù)更低。鋼管厚度由6 mm增至8 mm時,初始剛度提高了20.9%,正向和負向峰值承載力提升了21.8%和16.7%,位移延性系數(shù)提高了20.9%。鋼管厚度的增加直接提升了鋼管的水平承載力,增強了對核心混凝土的約束作用,從而提升W-LCFST柱整體的承載力和位移延性系數(shù)。