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(tuán)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(jìn)行了試驗(yàn)和理論研究,張繼承等對L形鋼管混凝土柱抗震性能進(jìn)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(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)和有限元分析[8],試驗(yàn)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(jìn)行了抗震性能試驗(yàn)[9],試驗(yàn)結(jié)果表明:角部采用圓鋼管加強(qiáng)的鋼管混凝土柱承載力高于采用角鋼加強(qiáng)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(jìn)行了低周往復(fù)荷載試驗(yàn),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(qiáng) ECC-鋼管混凝土組合柱和鋼管混凝土疊合柱進(jìn)行了低周往復(fù)荷載試驗(yàn)[11],試驗(yàn)結(jié)果表明:鋼筋增強(qiáng) 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(qiáng)度和混凝土強(qiáng)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(jì)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(qiáng)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(jìn)行了擬靜力試驗(yàn),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(jìn)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(yàn)為基礎(chǔ),通過建立考慮鋼材延性斷裂失效的精細(xì)化有限元分析模型,并與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行驗(yàn)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(yàn)概述

試驗(yàn)選取內(nèi)置PBL的W-LCFST柱為研究對象,以實(shí)際工程中應(yīng)用的L-CFST柱為基準(zhǔn),進(jìn)行2∶3的縮尺,設(shè)計(jì)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(jì)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(qiáng)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(xiàn)[19]進(jìn)行加載:試驗(yàn)時,豎向加載點(diǎn)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(fù)向位移絕對值的平均值,并以該位移值的倍數(shù)為級差進(jìn)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(yàn)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(jì)D2和荷載傳感器實(shí)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(jì),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(jì)及應(yīng)變片布置見圖2。

圖2 位移計(jì)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(jìn)入彈塑性階段。當(dāng)加載位移達(dá)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(kuò)展,鋼管內(nèi)混凝土拉裂破壞。同時,在負(fù)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(dá)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(jì)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(yàn); 有限元。圖4 試驗(yàn)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(diǎn)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(jìn)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(qiáng)度、混凝土橫截面面積和混凝土軸心抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值。

(3)

采用鋼材的真實(shí)應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系曲線及延性金屬損傷準(zhǔn)則以實(shí)現(xiàn)對啟裂點(diǎn)、斷裂路徑等的精準(zhǔn)模擬。根據(jù)文獻(xiàn)[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(shí)應(yīng)力-應(yīng)變曲線,再通過式(4e)～(4f)對真實(shí)應(yīng)力與塑性應(yīng)變的關(guān)系進(jìn)行擬合,圖5反映了擬合后的真實(shí)應(yīng)力-塑性應(yīng)變曲線。

圖5 鋼材真實(shí)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(yàn)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(xiàn)[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(jìn)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(shí)體單元(C3D8R)建模?；炷辆W(wǎng)格取25 mm,鋼材網(wǎng)格取20 mm。為實(shí)現(xiàn)對啟裂點(diǎn)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(yàn)結(jié)果對比

有限元計(jì)算結(jié)果與試驗(yàn)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(yàn)時正向和負(fù)向峰值荷載分別為430.5 kN和527.1 kN,有限元正、負(fù)向峰值荷載分別為437.1 kN和512.4 kN,試驗(yàn)與有限元結(jié)果正向和負(fù)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(yàn)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(yàn)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(yàn)與有限元結(jié)果正、負(fù)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(yàn)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(yàn)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(yàn)結(jié)果吻合較好,說明采用該模型模擬試驗(yàn)具有較高的準(zhǔn)確性。

4 有限元參數(shù)化分析

為了進(jìn)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(jì)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(jì)算如式(7)所示。初始剛度取0.6倍屈服強(qiáng)度所對應(yīng)點(diǎn)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(xiàn)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(fù)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(fù)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(jìn)入塑性階段后,減小PBL隔板數(shù)量,正向和負(fù)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(qiáng),承載力增大。達(dá)到峰值點(diǎn)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(dá)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(fù)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(fù)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(jìn)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?yàn)榭锥磿饝?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(fù)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(fù)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(xiàn)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(fù)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(fù)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(dá)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(qiáng),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(dá)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(fù)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(fù)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(dá)到峰值點(diǎn)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(fù)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(jì)軸壓比n計(jì)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(fù)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(fù)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(fù)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(fù)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(dá)到峰值點(diǎn)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(fù)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(fù)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%?？梢钥闯?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(qiáng)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(qiáng)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(xì)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(jìn)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(diǎn)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(yàn)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(fù)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(qiáng)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(dá)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(dá)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(fù)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(fù)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(qiáng)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)。