譚光偉,董新偉,曾思智*,廖志勇,胡淑軍

(1.江西中煤建設集團有限公司,江西 南昌 330011;2.南昌大學工程建設學院,江西 南昌 330031)

縱向鋼筋套筒連接是裝配式混凝土結(jié)構(gòu)預制柱之間的主要連接方式,對預制柱及相應結(jié)構(gòu)的抗震性能影響較大[1]。在預制柱與預制柱連接處,須采用全灌漿套筒或半灌漿套筒將每根縱向鋼筋進行連接,以保證鋼筋受力的連接性,并符合等同現(xiàn)澆的要求[2-4]。然而,當連接處縱向鋼筋數(shù)量較多時,所采用的灌漿套筒數(shù)量也較大,并增加灌漿料用量、注漿時間和灌漿套筒施工質(zhì)量檢測步驟等[5-6]。

在縱向鋼筋連接處采用并筋等效直徑的連接方式,可有效減少縱筋的數(shù)量和提高連接效率[7]。徐有鄰[8]對并筋的黏結(jié)錨固性能進行試驗研究,并通過統(tǒng)計回歸確定并筋的黏結(jié)錨固強度,提出了并筋錨固設計。Aly等[9]研究基于CFRP鋼筋的并筋梁受彎承載力,并提出極限承載力的計算方法。李文旭等[10]對比分析了中國和美國規(guī)范中并筋的構(gòu)造,指出了2種規(guī)范中錨固長度等參數(shù)的差異。薛偉辰等[11]對并筋混凝土板受力性能進行試驗研究,得到并筋混凝土板的抗彎承載力和設計計算方法。Sun等[12]對含普通鋼筋和FRB筋的并筋混凝土梁進行受彎性能研究,闡明了并筋的黏結(jié)機理,并得到其受彎承載能力。

本文提出一種基于并筋的裝配式混凝土柱,包括普通縱向鋼筋、并筋、異徑半灌漿套筒、異徑機械套筒和抗剪連接件(由抗剪件、抗剪鋼板和預埋鋼筋組成)等?；诓⒔畹难b配式混凝土柱如圖1所示。并筋柱的特點在于連接處采用角部并筋、其他縱筋不變的方法,且并筋總面積與非套筒灌漿截面縱筋總面積相等,使得角部連接處并筋鋼筋截面總面積與普通縱筋截面總面積相等。對于并筋截面處的其他縱筋,其上、下間斷開,僅通過角部4根縱向鋼筋進行連接。同時,在柱-柱連接處設置抗剪連接件,以提高其受剪承載力,可應用于多層建筑或裝配式柱中反彎點連接處。因此,并筋與上部普通縱筋之間采用異徑半灌漿套筒,使其能將2種不同直徑的縱向鋼筋進行可靠連接;并筋與下部普通縱筋采用異徑機械套筒連接。

(a)普通裝配式混凝土柱 (b)普通并筋柱 (c)帶抗剪件并筋柱

設計和制作現(xiàn)澆混凝土柱、基于并筋的普通裝配式混凝土柱(下文簡稱普通并筋柱)和基于并筋的帶抗剪連接件裝配式混凝土柱(下文簡稱帶抗剪件并筋柱)的試驗模型,并進行擬靜力加載試驗,得到其破壞模式、鋼筋應變、滯回性能和骨架曲線等。預計將有效減少套筒數(shù)量和灌漿料的用量,并提高裝配式混凝土柱中套筒灌漿連接的注漿和檢測效率。

1 試驗概況

1.1 試件模型與材料性能

1)試件模型。設計了3個試驗模型,如圖2所示,分別為現(xiàn)澆混凝土柱(XJZ-1)、普通并筋柱(BJZ-1)和帶抗剪件并筋柱(BJZ-2),以研究基于并筋的裝配式混凝土柱的抗震性能。各試件中混凝土柱截面均為300 mm×300 mm,高度為1 500 mm;混凝土底座截面尺寸均為450 mm×450 mm,長度為1 200 mm,強度等級為C45;預埋鋼板尺寸為150 mm×150 mm×10 mm;圖2(c)中,抗剪連接件尺寸為40 mm×40 mm×3 mm,高度為120 mm,為Q345鋼材。另外,異徑半灌漿套筒滿足JG/T 398-2019《鋼筋連接用灌漿套筒》[13]規(guī)范要求,且縱向鋼筋在

(a)XJZ-1 (b)BJZ-1 (c)BJZ-2

套筒內(nèi)的埋深為7倍的鋼筋直徑。

2)并筋柱的設計原則。為保證并筋柱角部4根縱向鋼筋在連接具有足夠承載力,須使并筋處半灌漿套筒內(nèi)的縱向鋼筋總面積與未設套筒截面處鋼筋的總面積相等,具體可表示為

4As并=n×As普

(1)

式中:As并為并筋處單根角部縱筋的面積;n為裝配式混凝土柱中縱向鋼筋總數(shù)量;As普為單根普通縱筋的面積。因此,在試件BJZ-1和BJZ-2中,普通縱筋直徑為16 mm,并筋處角部縱筋直徑為22 mm,且箍筋的設置滿足JG/T 398-2019的要求[13]。另外,試件BJZ-2預埋件底部與預埋鋼板焊接連接,且在預埋鋼板底部設置4根16 mm預埋鋼筋。

3)材料性能。各模型中所采用的16 mm鋼筋屈服強度值fy和抗拉強度值fu分別為434 MPa和607 MPa,伸長率為17.44%;22 mm鋼筋的fy和fu分別為473 MPa和626 MPa,伸長率為21.55%。C45混凝土平均軸心抗壓強度為27.85 MPa。10 mm厚預埋鋼板的fy、fu、彈性模量E、伸長率δ分別為360 MPa、525 MPa、204 GPa、22.1%。對異徑半灌漿套筒連接進行拉伸試驗研究,斷裂發(fā)生在16 mm鋼筋上,即灌漿套筒有足夠承載力。

1.2 加載裝置與加載制度

1)加載裝置。本次試驗在南昌大學結(jié)構(gòu)工程實驗室進行。試驗裝置如圖3所示,主要包括水平作動器、反力架、豎向千斤頂、限位裝置、球鉸、地錨、連接螺桿、連接鋼板等。水平作動器一側(cè)與反力墻之間采用固定連接,另一側(cè)與柱頂一側(cè)之間也采用固定連接,最大輸出荷載為1 000 kN,并配合高精度伺服液壓控制臺使用,可同時采集荷載和位移。豎向千斤頂一端固定在反力架上,另一端與試件間設置球鉸,由此施加豎向荷載且試件在水平荷載下能發(fā)生水平變形。另外,試件的底梁通過2根螺桿與地槽固定連接,并在梁的兩端安裝有限位裝置,以滿足限制底梁在水平荷載輸出時發(fā)生移動。

(a)正面圖 (b)側(cè)面圖

2)加載制度。本次試驗分2次進行加載。首先通過豎向千斤頂沿柱軸向施加軸力,使柱的軸壓比達到0.2。隨后,保持豎向軸力不變,通過作動器施加水平往復荷載,各加載部中位移分別為±1、±2、±4、±8、±12 mm、隨后以4 mm級差逐漸加載,直至試件發(fā)生破壞時停止加載。另外,加載方式采用三角波循環(huán)加載,每級位移幅值循環(huán)往復3次[14]。

1.3 量測方案

對各試件的量測內(nèi)容主要包括水平往復加載時各加載步的荷載和位移,以及縱向鋼筋和箍筋在關(guān)鍵位移處的應變。對于位移和應用的量測方法,具體如下:

1) 位移測量。雖然采用的水平作動器可直接輸出不同位移下所對應的荷載和位移,但仍在加載處混凝土柱兩側(cè)各施加一個水平位移計1和水平位移計2,以校正所輸出的位移,位移測點布置如圖4所示。

(a)XJZ-1 (b)BJZ-1 (c)BJZ-2

2) 應變測量。為判斷混凝土柱的破壞模式和應變分布,須對縱向鋼筋應變進行準確測量。結(jié)合所設計的各試件,在異徑灌漿套筒上端縱向鋼筋上設置應變片S1和S2,灌漿套筒中間處設置應變片S3和S4,機械套筒下側(cè)縱向鋼筋上設置應變片S5和S6;在底梁上側(cè)水平箍筋上設置應變片S7,如圖4所示。各應變片測量的量程為-0.15～0.15。

2 試驗現(xiàn)象與破壞形態(tài)

2.1 試件XJZ-1

對XJZ-1往復加載后,其破壞形態(tài)如圖5所示,主要包括彈性階段、開裂階段和破壞階段。由于加載時柱截面的東面和西面、南面和北面分別對稱,對以下分析時僅取東面和南面進行描述。

(a)東面裂縫發(fā)展 (b)南面裂縫發(fā)展

1)彈性階段。當加載位移小于8 mm時,無裂縫產(chǎn)生,荷載-位移曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。當加載位移為12～32 mm時,裂縫均發(fā)生東面。位移為12 mm的第1個正向加載時,距柱底600 mm處出現(xiàn)水平裂縫12-①-1(位移-循環(huán)次數(shù)-第幾條裂縫,下同),隨后出現(xiàn)水平裂縫12-①-2。位移為16 mm時,試件出現(xiàn)水平短裂縫16-②-1,繼續(xù)加載時出現(xiàn)水平裂縫16-②-2～16-②-5。位移為20 mm時,底部向上發(fā)展豎向裂縫20-①-1,隨后出現(xiàn)水平長裂縫,且裂縫20-③-1與裂縫12-①-1相交。位移為24 mm時,第1次和第2次加載時均出現(xiàn)水平長裂縫并貫穿整個截面。位移為32 mm時,出現(xiàn)水平斜裂縫32-②-1,并與16-②-5相交。

3)破壞階段。加載方向的南面,位移為36 mm時,右側(cè)出現(xiàn)貫穿柱的水平裂縫36-①-1。位移為44 mm時,南面中間出現(xiàn)水平裂縫;東面左側(cè)柱底出現(xiàn)斜裂縫。位移為48 mm時,左側(cè)出現(xiàn)水平裂縫48-①-1和斜裂縫48-①-2;隨后沿底部中間產(chǎn)生斜裂縫48-③-1和垂直裂縫48-③-2。位移為52 mm時,將產(chǎn)生水平裂縫36-①-1相交的豎向裂縫52-③-1和52-③-2。最后,位移為56 mm時,柱底出現(xiàn)混凝土被壓碎,且發(fā)生縱筋彎曲,并有明顯的非彈性變形,試驗停止。

以上分析表明,試件在東面柱底兩側(cè)出現(xiàn)大量水平裂縫,隨后在南面柱底部出現(xiàn)水平和豎向裂縫,并伴隨著柱底混凝土壓碎和縱筋彎曲后,試件發(fā)生受彎破壞,最終達到極限位移。

2.2 試件BJZ-1

BJZ-1進行往復加載后的破壞形態(tài)如圖6所示,同樣包括彈性階段、開裂階段和破壞階段。

(a)東面裂縫發(fā)展 (b)南面裂縫發(fā)展

1)彈性階段。當加載位移小于4 mm時,無裂縫產(chǎn)生,荷載-位移曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。位移為8 mm時,南面出現(xiàn)豎向短裂縫8-②-1。位移為12 mm時,東面左側(cè)出現(xiàn)水平裂縫12-①-1、斜裂縫12-①-2和水平裂縫12-③-1與12-③-2。位移為16 mm時,此時東面出現(xiàn)斜裂縫16-①-1～16-①-4,隨后南面沿短裂縫8-②-1向上發(fā)展斜裂縫。位移為20 mm時,東面右側(cè)出現(xiàn)水平裂縫20-①-1和斜裂縫20-①-2;隨后南面出現(xiàn)水平裂縫20-②-1和20-②-2。位移為24 mm時,東南出現(xiàn)水平裂縫24-②-1,且隨后出現(xiàn)斜裂縫24-②-2,并與裂縫16-①-4相交。位移為32 mm時,右側(cè)出現(xiàn)豎向裂縫32-②-1,且裂縫寬度為1.7 mm時脫落。同時,2個異徑半灌漿套筒上部縱筋一側(cè)受彎屈曲。

3)破壞階段。位移為40 mm時,東面左側(cè)距柱底300～800 mm區(qū)域出現(xiàn)混凝土大面積壓碎并脫落現(xiàn)象;隨后,東南左側(cè)距柱底300 mm以下的混凝土也出現(xiàn)壓碎現(xiàn)象,灌漿套筒出現(xiàn)外露。位移為44 mm時,底部坐漿層出現(xiàn)脫落;位移為48 mm時,已經(jīng)發(fā)生明顯破壞和非彈性變形,試驗停止。

以上分析表明,試件東面產(chǎn)生大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,南面底部也產(chǎn)生水平和斜裂縫,且柱底混凝土被壓碎。隨后,2個灌漿套筒上部的縱筋連接處一側(cè)受彎屈服,且坐漿層大面積脫落,試件受彎破壞,最終達到極限位移。

2.3 試件BJZ-2

對BJZ-2進行往復加載后,其破壞形態(tài)如圖7所示。具體破壞形態(tài)如下:

(a)東面裂縫發(fā)展 (b)南面裂縫發(fā)展

1)彈性階段。當試件位移不超過4 mm時,各截面無裂縫產(chǎn)生,力學曲線基本處于彈性。

2)開裂階段。位移為8 mm時,東面左側(cè)出現(xiàn)水平裂縫8-②-1和8-②-2;繼續(xù)加載時,沿柱底中部出現(xiàn)短斜裂縫8-③-1和水平裂縫8-③-2。位移為12 mm時,沿左右兩側(cè)邊緣產(chǎn)生水平裂縫12-①-1、豎向裂縫12-①-2以及水平裂縫12-①-3。位移為16 mm時,南面左側(cè)出現(xiàn)水平裂縫和坐漿層裂縫;東面沿注漿孔方向產(chǎn)生斜裂縫。位移為20 mm時,南面左側(cè)發(fā)生水平裂縫和斜裂縫。位移為28 mm時,東面左側(cè)出現(xiàn)水平裂縫,南面出現(xiàn)豎向長裂縫和水平裂縫;繼續(xù)加載后,東面出現(xiàn)水平裂縫28-③-1～28-③-3。位移為32 mm時,南面左側(cè)出現(xiàn)開裂并形成裂縫。位移為36 mm時,南面左側(cè)出現(xiàn)豎向裂縫和水平裂縫。另外,位移為40 mm時,東面左、右兩側(cè)各一個灌漿套筒上部縱筋的一側(cè)也發(fā)生受剪破壞。

3)破壞階段。位移為56 mm時,南面出現(xiàn)水平裂縫56-③-2,且柱底坐漿層出現(xiàn)大面積脫落。位移增大時,裂縫數(shù)量不再增加,但部分裂縫發(fā)生不同程度的擴展和延伸,且部分灌漿套筒外的混凝土出現(xiàn)壓碎和脫落現(xiàn)象。位移為80 mm時,此時試件已經(jīng)發(fā)生了明顯破壞和非彈性變形,在這種情況下,試驗停止。

以上分析表明,試件BJZ-2與試件BJZ-1基本相同,首先東面產(chǎn)生大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,南面底部和上部也產(chǎn)生水平和斜裂縫;隨后混凝土出現(xiàn)壓碎和脫落,且部分灌漿套筒上部縱筋一側(cè)受彎屈服,試件發(fā)生預期的受彎破壞,坐漿層出現(xiàn)脫落,最終達到極限位移。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 荷載-位移曲線

往復荷載下,試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的荷載-位移曲線如圖8所示。具體描述如下:

位移/mm

1)試件XJZ-1。往復加載下,其滯回曲線基本對稱且飽滿。加載初期位移小于2.6 mm(小震)時,試件處于彈性,曲線呈線性關(guān)系。隨著位移增大,在東南和南面均出現(xiàn)水平和豎向裂縫,并進入彈塑性階段,混凝土與鋼筋之間的相對滑移逐漸增大,但承載力無明顯下降,未出現(xiàn)捏縮現(xiàn)象。當位移為27 mm(大震)時,試件的承載力為82.03 kN,各截面損傷較小且仍有較大延性。當位移為56 mm時達到極限狀態(tài),柱底混凝土被壓碎且縱向鋼筋發(fā)生屈服和彎曲現(xiàn)象。

2)試件BJZ-1。往復加載下,當試件位移小于2.6 mm時,荷載-位移曲線為線性關(guān)系,無任何裂縫。繼續(xù)加載時,試件產(chǎn)生大量水平裂縫和斜裂縫,且坐漿層也出現(xiàn)裂縫。位移為27 mm時,試件承載力為61.52 kN,小于試件XJZ-1的承載力。當位移為32 mm時,滯回曲線開始出現(xiàn)不對稱現(xiàn)象,這主要是由于正向加載時有2個灌漿套筒與上部連接處的鋼筋一側(cè)發(fā)生屈服現(xiàn)象,其正向承載力和剛度發(fā)生明顯下降;反向加載時由于鋼筋未屈服,其承載力不受影響。位移為40 mm時混凝土出現(xiàn)壓碎和脫落現(xiàn)象,且位移為48 mm達到極限狀態(tài)。

3)試件BJZ-2。往復加載下,當位移小于2.6 mm時,試件力學曲線呈線性關(guān)系且無任何損傷。繼續(xù)加載時,試件進入彈塑性階段,東面出現(xiàn)大量水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,且南面底部和上部也產(chǎn)生水平和斜裂縫。位移達到27 mm時,試件承載力為72.36 kN,高于試件BJZ-1的承載力,即柱底設置抗剪連接件可提高其承載力。當位移為40 mm時,由于正向和反向加載時各有1個灌漿套筒與上部鋼筋連接處發(fā)生受彎屈服現(xiàn)象,其承載力有所下降,但滯回曲線仍然對稱。繼續(xù)加載時,試件承載力還有所提高,且裂縫數(shù)量不再增加但會繼續(xù)擴展。當位移為80 mm時達到極限狀態(tài)并停止加載。

3.2 骨架曲線

提取每次往復荷載中最大的力和位移,并將其相連得到骨架曲線,可確定實際的力-位移關(guān)系[15]。試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的骨架曲線如圖9所示,試件XJZ-1、BJZ-1、BJZ-2的初始剛度分別為10.52、6.75、7.65 kN·mm-1,即現(xiàn)澆混凝土柱的初始剛度最大;普通并筋柱的初始剛度值最小,且設置抗剪件可使初始剛度值增大13.33%。另外,試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的最大荷載值分別為97.25、67.70、81.31 kN,對應的位移值分別為36、32、40 mm,但試件BJZ-2的極限位移最大。另外,3條骨架曲線在彈塑性階段均存在波動現(xiàn)象,分析可能由于加載過程中水平和斜裂縫的產(chǎn)生使試件的承載力下降。然而,在隨后的加載中縱向鋼筋繼續(xù)強化,使試件承載力在下一個位移步中又出現(xiàn)增大現(xiàn)象。

位移/mm

3.3 應變變化規(guī)律

由于異徑半灌漿套筒與上部16 mm縱筋連接處的縱筋受力和應變均大于其他部分,故在試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2中取測點S1的荷載-應變曲線為研究對象,如圖10所示。各試件荷載-應變曲線與荷載-位移曲線走勢也基本相同。試件XJZ-1在小震和大震作用下對應的應變分別為0.163×10-3、1.740×10-3,小于16 mm直徑鋼筋的屈服應變2.170×10-3;在位移為56 mm時的應變?yōu)?.2081×10-3,大于鋼筋的極限應變3.035×10-3。試件BJZ-1在小震和大震下的應變分別為0.215×10-3、2.012×10-3,小于屈服應變2.170×10-3;在位移為48 mm時,極限應變?yōu)?.960×10-3,這主要是由于加載后期剛度退化嚴重所導致的。試件BJZ-2在小震和大震下的應變分別為0.133×10-3、1.724×10-3,小于屈服應變2.170×10-3;在位移為80 mm時,極限應變?yōu)?.596×10-3,此時試件位移已經(jīng)遠超前2個試件的最大加載位移。各試件在大震作用下縱向鋼筋仍處于彈性狀態(tài),且具有較大延性。另外,各試件在達到極限狀態(tài)時,縱向鋼筋都發(fā)生了屈服,但箍筋均未見屈服,均發(fā)生彎曲破壞。

應變/10-3

3.4 延性系數(shù)

延性系數(shù)μ是反映構(gòu)件抗震性能的重要參數(shù)之一,為峰值位移Δp與屈服位移Δy的比值[16]。表1給出了各試件的荷載與位移試驗結(jié)果,包括屈服點、峰值點和極限點對應的正反向加載荷載及位移,以及延性系數(shù)。由于試件XJZ-1在達到極限位移時滯回曲線無明顯下降,其峰值點和破壞點所對應的荷載與位移值分別相等,平均延性系數(shù)為5.45。由于試件BJZ-1正向加載時在達到峰值后縱筋一側(cè)發(fā)生受彎屈服現(xiàn)象,正向峰值位移取荷載降至85%峰值荷載時所對應的位移,反向取極限位移點所對應的位移,μ為3.51。試件BJZ-2正、反向加載時的峰值位移也取荷載降至85%峰值荷載時對應的位移,μ為4.43。因此,現(xiàn)澆混凝土柱的延性最好,且在并筋柱中設置抗剪連接件可有效提高其延性和承載力。

表1 試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2的延性系數(shù)

在軸力、剪力和彎矩的共同作用下,普通并筋柱(BJZ-1)和帶抗剪件并筋柱(BJZ-2)相比現(xiàn)澆混凝土柱(XJZ-1),其最大承載能力分別下降30.74%、16.80%,峰值位移和鋼筋應變等也有所增大,即試件XJZ-1的抗震性能優(yōu)于比試件BJZ-1和BJZ-2。然而,對于帶抗剪件的并筋柱,其底部抗剪連接件的設置可提高其受剪承載力。另外,由于結(jié)構(gòu)柱中部可能出現(xiàn)反彎點,可將該種帶抗剪件并筋柱用于反彎點處。其中,軸力和較小彎矩由套筒灌漿連接承擔,剪力由套筒和抗剪連接件共同承擔,其連接處的承載要求可低于柱底的承載要求。同時,所有裝配式混凝土柱均在樓層中間處進行套筒灌漿連接,在裝配式混凝土柱與裝配式混凝土梁連接處采用干式節(jié)點,可更好地形成全裝配式混凝土結(jié)構(gòu),為裝配式建筑結(jié)構(gòu)的發(fā)展提供新的方法。

4 結(jié)論

1)試件XJZ-1在東面柱底出現(xiàn)水平裂縫,隨后南面柱底出現(xiàn)水平和豎向裂縫,最后柱底混凝土壓碎和縱筋彎曲;試件BJZ-1與BJZ-2的破壞形態(tài)基本相同,表現(xiàn)為東面產(chǎn)生水平裂縫和沿注漿孔對角斜裂縫,隨后南面產(chǎn)生水平和斜裂縫,混凝土出現(xiàn)壓碎和脫落現(xiàn)象,最后異徑灌漿套筒上部縱筋一側(cè)受彎屈服,且坐漿層大面積脫落。

2)對比試件XJZ-1、BJZ-1和BJZ-2荷載-位移曲線可知,現(xiàn)澆混凝土柱試件XJZ-1承載能力、初始剛度和延性系數(shù)最大,具有最好的抗震性能;相比未設抗剪件的并筋柱BJZ-1,設置抗剪件的并筋柱BJZ-2的承載力、初始剛度和延性系數(shù)分別提高13.02%、13.33%、18.50%。

3)試件BJZ-2的屈服荷載、峰值荷載和極限荷載均小于試件XJZ-1,但極限位移值高于試件XJZ-1,即該種在帶抗剪連接件的并筋柱可用于裝配式混凝土柱受力較小處(如柱間),且宜盡可能增大抗剪件面積和高度。

(4)各試件在加載過程中,均產(chǎn)生水平裂縫,繼續(xù)加載時出現(xiàn)縱筋屈服且混凝土出現(xiàn)局部脫落現(xiàn)象,但箍筋未發(fā)生屈服,即各試件的破壞模式均為彎曲破壞,滿足“強剪弱彎”的要求。

基于并筋的裝配式混凝土柱中,縱筋與套筒連接處的屈服現(xiàn)象會導致承載力下降和往復荷載下荷載不對稱。對并筋柱進行設計時須防止此處截面發(fā)生受剪破壞。另外,抗剪連接件的高度也須進一步開展有限元參數(shù)化研究,這也是下一步須重點解決的問題之一。