內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土巨型圓柱的抗震性能

董宏英， 梁 旭， 曹萬(wàn)林， 郭華鎮(zhèn)， 周建龍

(1.北京工業(yè)大學(xué)城市建設(shè)學(xué)部， 北京 100124； 2.華東建筑設(shè)計(jì)研究院有限公司， 上海 200011)

隨著高層建筑和超高層建筑的發(fā)展，在建筑中采用型鋼混凝土柱能極大地減小構(gòu)件截面面積和質(zhì)量，可以較好實(shí)現(xiàn)建筑使用功能、結(jié)構(gòu)抗震性能和經(jīng)濟(jì)三者之間的協(xié)調(diào)統(tǒng)一.內(nèi)置型鋼混凝土柱將一定結(jié)構(gòu)形式的型鋼內(nèi)置于鋼筋混凝土柱中，鋼筋混凝土柱和型鋼共同變形、受力，其作為型鋼混凝土柱的一種主要類型被廣泛研究[1-5].相比于普通鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，具有更加優(yōu)越的變形能力和抗震性能[2-5].隨著建筑材料的發(fā)展，高強(qiáng)度混凝土的使用使受壓構(gòu)件的截面尺寸更小，耐久性更好[6].高強(qiáng)混凝土應(yīng)用到型鋼混凝土柱中形成的型鋼高強(qiáng)混凝土柱表現(xiàn)出更好的抗震性能.殷小溦等[7-8]和王海生等[9]對(duì)高含鋼率大比尺十字型鋼混凝土柱進(jìn)行水平低周反復(fù)加載試驗(yàn)，結(jié)果表明配鋼率對(duì)柱的抗震性能影響顯著.Zhu等[10]對(duì)H型、I型、十字型鋼共21個(gè)型鋼高強(qiáng)混凝土柱進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，結(jié)果表明箍筋對(duì)試件初始剛度影響不大，隨著位移角增大，箍筋約束作用對(duì)試件剛度影響逐漸明顯.Lai等[11]對(duì)H型鋼、十字型鋼混凝土柱共14個(gè)試件進(jìn)行軸壓試驗(yàn)，結(jié)果分析表明鋼的貢獻(xiàn)率對(duì)延性有顯著影響，而提高箍筋配筋率和添加鋼纖維對(duì)延性的影響不顯著.

目前，國(guó)內(nèi)外對(duì)型鋼高強(qiáng)混凝土柱的抗震特性研究仍然很少，特別是十字型鋼混凝土圓柱.鑒于研究缺乏，為了探索高強(qiáng)混凝土和十字型鋼組合形成的型鋼高強(qiáng)混凝土巨柱抗震性能，本研究利用40 000 kN加載裝置，對(duì)2個(gè)大尺寸內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土圓柱進(jìn)行低周反復(fù)荷載試驗(yàn)，分析含鋼率對(duì)內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土圓柱抗震性能影響.依據(jù)試驗(yàn)?zāi)Ｐ徒⒂邢拊Ｐ?，進(jìn)而分析軸壓比、混凝土強(qiáng)度、配筋率、翼緣厚度和加載方向?qū)?nèi)置十字型鋼混凝土柱的抗震性能的影響.

1 試驗(yàn)概況

1.1 試件設(shè)計(jì)

圖1 試件尺寸及配鋼配筋圖(單位：mm)Fig.1 Specimen dimension and steel reinforcements(unit:mm)

表1 試件主要參數(shù)

1.2 鋼材力學(xué)性能

十字型鋼采用為Q345級(jí)鋼板焊接，縱筋箍筋采用熱軋HRB400級(jí)鋼筋.實(shí)測(cè)型鋼及鋼筋的屈服強(qiáng)度f(wàn)y、極限強(qiáng)度f(wàn)u、彈性模量Es、屈服應(yīng)變?chǔ)偶白畲罂偵扉L(zhǎng)率δ見表2.

1.3 加載方案

試驗(yàn)在北京工業(yè)大學(xué)結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)室進(jìn)行，采用40 000 kN多功能電液伺服加載系統(tǒng)通過(guò)球鉸向試件施加豎向荷載.將柱頂通過(guò)鋼板夾具與球鉸固定，柱頂可繞球鉸轉(zhuǎn)動(dòng)而不發(fā)生水平移動(dòng).豎向加載端頭與柱頂緊密均勻接觸，以在整個(gè)柱頂截面施加豎向荷載.通過(guò)高強(qiáng)螺栓將柱試件固定于加載裝置下部可以水平滑動(dòng)的剛性底座上(底座滑動(dòng)摩擦因數(shù)非常小，可以忽略摩擦力)，水平加載系統(tǒng)與剛性底座連接，實(shí)現(xiàn)對(duì)試件施加反復(fù)荷載.

圖2 混凝土澆筑Fig.2 Concrete pouring

表2 鋼材材料性能

在水平滑動(dòng)底座、基礎(chǔ)底部、基礎(chǔ)頂面柱腳位置、不同柱高(50、350、650 mm)及柱頂處分別布置拉線位移計(jì)，以測(cè)定相應(yīng)水平位移，監(jiān)測(cè)是否存在相對(duì)滑移及滑移值.另外，為了直觀、準(zhǔn)確地獲得試件基礎(chǔ)相對(duì)球鉸中心的水平位移，在地面與試件基礎(chǔ)上表面之間布置1個(gè)水平拉線位移計(jì).加載裝置見圖3.

圖3 試驗(yàn)裝置Fig.3 Test set-up

圖4 位移角加載制度Fig.4 Drift angle loading system

試驗(yàn)前先進(jìn)行預(yù)加載，調(diào)試試驗(yàn)儀器及儀表.由軸壓比算得軸力值施加豎向荷載，將豎向軸力加到指定值后保持整個(gè)試驗(yàn)過(guò)程中不變，水平方向通過(guò)水平執(zhí)行器施加反復(fù)荷載.本次試驗(yàn)1%位移角前位移角加載步距Δθ=0.25%，1%位移角后位移角加載步距Δθ=0.5%(其中位移角θ=Δ/H,Δ為柱底的水平位移；H=1 800 mm+250 mm=2 050 mm)，采用變幅位移角加載控制，2%位移角前每級(jí)循環(huán)2次，2%位移角后每級(jí)循環(huán)1次，加載制度見圖4.由于型鋼高強(qiáng)混凝土柱承載力下降段較為緩慢，達(dá)到試驗(yàn)機(jī)允許的最大位移角時(shí)承載力下降幅度較小，規(guī)定試件加載至試驗(yàn)機(jī)允許的最大位移角5%或水平承載力下降到峰值荷載的85%時(shí)停止試驗(yàn).

2 試驗(yàn)結(jié)果及分析

2.1 加載破壞過(guò)程

2個(gè)試件的最終破壞形態(tài)相似，均以彎曲破壞為主，見圖5.在達(dá)到各自預(yù)定軸力后，開始施加水平荷載，進(jìn)行循環(huán)往復(fù)加載，剛開始位移較小，試件未見明顯開裂現(xiàn)象，當(dāng)加到位移角為1/200時(shí)，2個(gè)試件開始出現(xiàn)細(xì)小水平裂縫.繼續(xù)加載，水平裂縫逐漸變寬并延伸，延伸一段后轉(zhuǎn)為斜向下發(fā)展，形成少量斜裂縫，此時(shí)試件柱腳部被壓碎，出現(xiàn)幾條豎向裂縫.位移角繼續(xù)增大，柱根水平彎曲裂縫迅速增多，原彎曲裂縫繼續(xù)延伸變寬且基本貫通，斜裂縫也延伸變寬，但發(fā)展較緩慢，未形成較寬的交叉主斜裂縫，此外，柱根四腳部豎向裂縫逐漸向上延伸.當(dāng)位移角為1/102～1/99時(shí)，試件屈服.繼續(xù)加載，原裂縫繼續(xù)延伸變寬，柱根混凝土保護(hù)層被壓碎剝落.當(dāng)位移角為1/56～1/55時(shí)，試件水平荷載逐漸下降，柱下部水平裂縫間的混凝土保護(hù)層大面積剝離，可見柱底部箍筋外露，縱筋壓屈，試件喪失承載力，停止試驗(yàn).試件最終破壞見圖5.

圖5 試件破壞圖Fig.5 Photo of specimen failure

2.2 滯回性能和骨架曲線

各試件的水平荷載F- 水平位移Δ滯回曲線見圖6，其中，F(xiàn)為施加到與試件基礎(chǔ)連接的試驗(yàn)機(jī)滑板的水平荷載.各試件F-Δ滯回曲線各級(jí)加載的峰值點(diǎn)連成的外包絡(luò)線為試件的骨架曲線.實(shí)測(cè)所得2個(gè)試件骨架對(duì)比曲線見圖7.

圖6 試件F- Δ滯回曲線Fig.6 F- Δ hysteresis curve of the specimen

圖7 F- Δ骨架曲線對(duì)比Fig.7 Comparison of F- Δ skeleton curves

分析圖6可知：高軸壓比下的2個(gè)型鋼混凝土柱的滯回曲線相比較，試件CHSRC1滯回曲線更加飽滿，表現(xiàn)出較好的耗能能力.試件開裂前，水平荷載和位移近似呈線性關(guān)系，滯回曲線包圍的面積小，試件剛度退化不明顯，試件基本處于彈性工作階段.隨著位移角的增大，滯回環(huán)呈梭形，滯回曲線包圍面積不斷增大，試件的剛度退化較為明顯，變形不能夠完全恢復(fù)，試件出現(xiàn)殘余變形，表明試件進(jìn)入彈塑性工作階段.在同一位移循環(huán)中，后一循環(huán)的荷載峰值及曲線斜率均較前一次有所降低，表明試件在循環(huán)加載下存在累積損傷現(xiàn)象.配鋼率較大的試件CHSRC1與配鋼率較小的試件CHSRC2相比，承載力提高，滯回環(huán)的面積增大，試件的耗能性能有所提高.

分析圖7可知：2個(gè)試件的骨架曲線形狀相似，均大致由3個(gè)發(fā)展階段組成.在加載初期，骨架曲線呈線性增長(zhǎng)，斜率降低較少，試件在此階段基本呈彈性，水平荷載較快增長(zhǎng).試件屈服后至水平荷載達(dá)到峰值點(diǎn)階段，斜率逐級(jí)減小，骨架曲線由直線段變?yōu)榍€段，試件處于彈塑性階段，水平荷載緩慢增長(zhǎng).加載達(dá)到峰值點(diǎn)后，水平荷載隨水平位移的增大而逐漸降低，此階段為水平荷載下降段.由于試件的截面、配鋼和配筋不對(duì)稱，兩試件的骨架曲線均不對(duì)稱，表明試件正向和負(fù)向的剛度和承載力不對(duì)稱.2個(gè)試件的位移角分別達(dá)到1/56、1/55時(shí)，試件荷載達(dá)到峰值，試件CHSRC2比試件CHSRC1峰值荷載高2.9%，表明在高軸壓比下，含鋼率提高試件承載力有所提高.

2.3 耗能

由于各試件的加載歷程不完全相同，采用累積耗能易引入誤差并放大誤差，故采用等效黏滯阻尼系數(shù)he描述耗能能力強(qiáng)弱，參照?qǐng)D8計(jì)算公式

(1)

圖8 he計(jì)算示意圖Fig.8 Schematic diagram of he calculation

2個(gè)試件“等效黏滯阻尼系數(shù)he- 水平位移角θ”關(guān)系曲線比較見圖9；采用每級(jí)荷載下的耗能E描述耗能能量的大小，計(jì)算所得每級(jí)荷載下正負(fù)兩向平均E-θ關(guān)系見圖10.

圖9 he- θ關(guān)系曲線Fig.9 he- θ relationship curves

分析圖9可知，2個(gè)試件的曲線相似，基本經(jīng)歷了3個(gè)階段：第1階段，在試件屈服前，試件水平裂縫迅速出現(xiàn)并發(fā)展，等效黏滯阻尼系數(shù)he迅速增長(zhǎng)；第2階段，在試件屈服后，試件出現(xiàn)較少的新裂縫，屈服前產(chǎn)生的裂縫穩(wěn)定發(fā)展，he變化幅度不大；第3階段，荷載逼近峰值，混凝土出現(xiàn)明顯的擠碎、剝落和脫落，鋼筋逐漸屈服，2個(gè)試件累計(jì)損傷明顯，he繼續(xù)增長(zhǎng)至加載結(jié)束.在試件變形全過(guò)程中，試件CHSRC1等效黏滯阻尼系數(shù)絕大多數(shù)高于試件CHSRC2，表明含鋼率較高的試件耗能能力更高.

分析圖10可知：試件CHSRC1累積耗能值大于CHSRC2，且差距逐級(jí)增大，當(dāng)位移角達(dá)到4%時(shí)，累積耗能增至5.7%，表明含鋼率較大的試件耗能能力較強(qiáng).

圖10 E- θ關(guān)系曲線Fig.10 E- θ relationship curves

2.4 承載力及變形能力

延性及變形能力的大小可以通過(guò)延性系數(shù)、屈服位移角、峰值位移角及極限位移角來(lái)綜合衡量.各試件主要特征點(diǎn)的荷載與對(duì)應(yīng)特征位移角見表3.Fy為屈服荷載，F(xiàn)p為峰值荷載，F(xiàn)u為極限荷載(取試驗(yàn)機(jī)允許的最大位移角5%對(duì)應(yīng)的水平荷載或水平荷載下降到峰值荷載的85%時(shí)對(duì)應(yīng)的水平荷載)，對(duì)應(yīng)特征位移角分別為θy、θp、θu，延性系數(shù)μ=θu/θy.

表3 特征點(diǎn)荷載與位移角

分析表3可知：配鋼率較大的試件CHSRC1與配鋼率較小的試件CHSRC2相比，正向峰值荷載提高4.7%、負(fù)向峰值荷載提高1%，正、負(fù)兩向峰值荷載提高的均值為2.8%.隨著配鋼率的提高，試件的水平荷載特征值Fy、Fp及Fu均有所提高，水平位移Δy、Δp也有所增大，表明提高含鋼率可提高試件承載力.

2.5 剛度退化

剛度退化是指試件在低周反復(fù)荷載作用下產(chǎn)生累積損傷后剛度隨著加載位移角的增加而逐漸降低的現(xiàn)象.這里的剛度K為割線剛度，即取每級(jí)加載形成的滯回環(huán)正負(fù)向峰值荷載與對(duì)應(yīng)水平位移之比.實(shí)測(cè)所得2個(gè)試件的K-θ對(duì)比曲線見圖11.

圖11 K- θ曲線Fig.11 K- θ curve

分析圖11可知：試件的剛度退化主要經(jīng)歷了3個(gè)階段.第1階段為快速退化階段，這是由于試件屈服前，隨著混凝土開裂，試件的損傷現(xiàn)象主要為水平裂縫迅速增多，受拉側(cè)混凝土退出工作的面積增長(zhǎng)較快，試件損傷累積較快.試件屈服后，進(jìn)入較快退化階段(第2階段)，損傷現(xiàn)象主要為水平裂縫的張合和斜裂縫的發(fā)展，受拉側(cè)混凝土退出工作的速度減緩，試件截面塑性逐漸發(fā)揮出來(lái)，損傷累積速度相對(duì)前期減緩，剛度退化速度放緩.第3階段為緩慢退化階段，峰值荷載后，試件進(jìn)入塑性階段，此階段新裂縫不再產(chǎn)生，裂縫發(fā)展較慢，累積損傷已經(jīng)達(dá)到一定程度，試件的剛度退化趨于平穩(wěn).在相同位移角下，含鋼率5.90%的試件剛度略高于含鋼率為4.21%的試件，可見含鋼率的提高對(duì)試件剛度退化影響不大.

3 有限元分析

ABAQUS軟件單元模型、材料模型、分析過(guò)程、約束及接觸方式以及加載方式等豐富完備，在計(jì)算模擬方面的功能強(qiáng)大，可以解決較復(fù)雜的非線性問(wèn)題，通過(guò)準(zhǔn)確定義相關(guān)參數(shù)就能得到很好的模擬結(jié)果.

3.1 本構(gòu)關(guān)系

鋼筋和型鋼均采用雙折線彈性強(qiáng)化模型，混凝土采用塑性損傷本構(gòu)模型，塑性損傷模型用受拉、受壓損傷因子將剛度加以折減來(lái)模擬彈性剛度退化，適用于反復(fù)加卸載的情況，單軸受拉、受壓本構(gòu)關(guān)系依據(jù)GB50010—2010《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》[12]確定，混凝土單軸受拉、受壓本構(gòu)關(guān)系曲線見圖12，其中fc,r、ft,r分別為混凝土抗壓、抗拉強(qiáng)度實(shí)測(cè)值；εc,r、εt,r是與單軸抗壓、抗拉強(qiáng)度相應(yīng)的混凝土峰值壓應(yīng)變.

3.2 有限元模型建立

內(nèi)置十字型鋼混凝土柱有限元模型包括：混凝土柱身、基礎(chǔ)、內(nèi)置十字型鋼、鋼筋.其中，內(nèi)置十字型鋼和混凝土采用八節(jié)點(diǎn)減縮積分格式的三維實(shí)體單元(C3D8R)；組成鋼筋籠的縱筋和箍筋采用2節(jié)點(diǎn)線性三維桿單元T3D2；型鋼及鋼筋以嵌入的方式內(nèi)置于混凝土中，忽略型鋼、鋼筋籠與混凝土柱的黏結(jié)滑移作用，柱底與基礎(chǔ)采用綁定相互作用方式且基礎(chǔ)為主平面.

圖12 混凝土單軸應(yīng)力- 應(yīng)變關(guān)系曲線Fig.12 Uniaxial stress-strain curve of concrete

3.3 邊界條件及荷載

柱頂可沿水平加載方向的平面內(nèi)自由轉(zhuǎn)動(dòng),基礎(chǔ)下端僅允許加載方向的平動(dòng).為了防止集中力對(duì)柱頂破壞,將點(diǎn)1與柱頂耦合,并在點(diǎn)1施加豎向集中力.在與基礎(chǔ)側(cè)面耦合的點(diǎn)2采用位移控制加載,施加規(guī)定幅值的位移以模擬試驗(yàn)機(jī)水平作動(dòng)器對(duì)試件位移加載,邊界條件及荷載分布見圖13.

圖13 邊界條件及荷載施加圖Fig.13 Boundary conditions and load application diagram

3.4 網(wǎng)格劃分

鋼筋、型鋼網(wǎng)格劃分較為細(xì)密，以提高計(jì)算精度，單元格尺寸設(shè)置為50 mm.基礎(chǔ)作為定義邊界條件，不作為重點(diǎn)研究對(duì)象，為提高運(yùn)算速度，網(wǎng)格劃分相對(duì)較為稀疏，取柱單元格尺寸為80 mm，基礎(chǔ)單元格尺寸為150 mm.網(wǎng)格劃分情況見圖14.

2）鏟除菌源。落葉后至梨樹萌芽前，要徹底剪除病蟲枝梢，清掃落葉、僵果，并予以深埋，以減少越冬菌源。開花前后和幼果初期，及時(shí)摘除病梢、病花簇、病葉簇、病幼果，帶出園外銷毀或深埋，以減少再侵染病菌源。

3.5 有限元模型驗(yàn)證

將試驗(yàn)處理后得到的骨架曲線與有限元模擬所得內(nèi)置十字型鋼混凝土圓柱骨架曲線、未配型鋼其他參數(shù)相同的混凝土圓柱進(jìn)行對(duì)比，見圖15.

由圖15可知，ABAQUS模擬與試驗(yàn)結(jié)果吻合較好，表明ABAQUS中使用的混凝土和鋼材的本構(gòu)參數(shù)以及邊界條件的設(shè)定對(duì)于模擬內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土柱在低周往復(fù)荷載作用下的抗震性能是合理的，并且配置型鋼能極大程度地提高柱的承載力和延性.但由于試驗(yàn)中的混凝土為具有一定初始缺陷的非勻質(zhì)材料，而有限元軟件中采用的是理想材料，因此ABAQUS分析得到的試件剛度會(huì)大于試驗(yàn)所得，并且在ABAQUS建模中忽略了鋼和混凝土2種材料間的黏結(jié)滑移，有限元軟件得到的峰值荷載對(duì)應(yīng)的位移會(huì)小于試驗(yàn)時(shí)對(duì)應(yīng)的位移.

圖14 網(wǎng)格劃分Fig.14 Grid division diagram

4 有限元分析

在吻合較好的基礎(chǔ)上進(jìn)行軸壓比、配筋率、混凝土等級(jí)、翼緣厚度和加載方向?qū)?nèi)置十字型鋼混凝土柱的抗震性能的分析,具體模擬參數(shù)見表4.

表4 有限元模擬具體參數(shù)

圖15 試驗(yàn)與有限元模擬骨架曲線對(duì)比圖Fig.15 Comparison diagram of experimental and finite element simulation skeleton curves

4.1 軸壓比的影響分析

為探究軸壓比對(duì)內(nèi)置十字型鋼混凝土柱的抗震性能的影響，以試驗(yàn)試件的構(gòu)造尺寸為基礎(chǔ)設(shè)計(jì)有限元模型，采用驗(yàn)證過(guò)的模型本構(gòu)，取含鋼率為5.9%，混凝土等級(jí)為C70，配筋率為1.5%，軸壓比分別為0.29、0.34、0.39、0.45的模型進(jìn)行循環(huán)往復(fù)的加載模擬.有限元模擬得到的不同軸壓比下內(nèi)置十字型鋼混凝土柱的骨架曲線見圖16.

圖16 不同軸壓比有限元模擬骨架曲線Fig.16 Finite element simulation skeleton curves for different axial compression ratios

由圖16可知，隨著軸壓比的增加，構(gòu)件的初始剛度會(huì)提升，且峰值荷載會(huì)上升，峰值位移提前，表明隨著軸壓比的增大，截面承載力會(huì)不斷提高.軸壓比越大，曲線的下降段越陡，表明峰值荷載后，強(qiáng)度衰減越快，延性越差，越不利于抗震.

4.2 配筋率的影響分析

為研究截面配筋率對(duì)型鋼混凝土柱受力性能的影響，取含鋼率為5.9%，軸壓比為0.45，混凝土等級(jí)為C50，通過(guò)改變縱筋的直徑來(lái)調(diào)整配筋率，縱筋的直徑依次變化為16、20、25、28 mm，配筋率依次變化為1.0%、1.5%、2.3%、2.9%的模型進(jìn)行循環(huán)往復(fù)的加載模擬.有限元模擬得到的不同配筋率下內(nèi)置十字型鋼混凝土柱的骨架曲線見圖17.

4.3 混凝土等級(jí)的影響分析

圖17 不同配筋率有限元模擬骨架曲線Fig.17 Finite element simulation skeleton curves for different reinforcement ratios

為研究混凝土強(qiáng)度對(duì)型鋼混凝土柱的受力性能的影響，取含鋼率為5.9%，軸壓比為0.45，配筋率為1.5%，混凝土的等級(jí)分別為C50、C60、C70、C80的模型進(jìn)行循環(huán)往復(fù)加載模擬.有限元模擬得到的不同混凝土等級(jí)下內(nèi)置十字型鋼混凝土柱的骨架曲線見圖18.

圖18 不同混凝土等級(jí)有限元模擬骨架曲線Fig.18 Finite element simulation of skeleton curves for different concrete grades

由圖18可知，隨著混凝土等級(jí)的提高，達(dá)到峰值荷載前的初始剛度也隨著增加，峰值荷載也隨之增加，峰值位移和位移角隨之減小.混凝土等級(jí)提高會(huì)導(dǎo)致曲線下降段越來(lái)越陡，極限荷載與峰值荷載比值越來(lái)越大，表明混凝土等級(jí)越高，構(gòu)件的延性越差.

4.4 翼緣厚度的影響分析

研究表明[10]，鋼結(jié)構(gòu)對(duì)型鋼高強(qiáng)混凝土柱的抗震性能有良好的影響.當(dāng)有效約束指數(shù)較大時(shí)，結(jié)構(gòu)鋼的效益更明顯，當(dāng)SRHC柱承受較大的軸向載荷時(shí)，結(jié)構(gòu)鋼的使用效益更明顯.因此，當(dāng)施加較大的軸向載荷時(shí)，應(yīng)采用更多的結(jié)構(gòu)鋼.為了研究型鋼翼緣厚度的增加對(duì)型鋼混凝土柱抗震性能的影響，取軸壓比為0.45%，配筋率為1.5%，混凝土等級(jí)為C70，tf/D分別為1.4%、1.7%、2%、2.3%的模型進(jìn)行循環(huán)往復(fù)的加載模擬.有限元模擬得到的型鋼翼緣厚度與界面直徑不同比值的內(nèi)置十字型鋼混凝土柱的骨架曲線見圖19.

圖19 不同翼緣厚度有限元模擬骨架曲線Fig.19 Finite element simulation skeleton curves for different flange thicknesses

由圖19可知，隨著翼緣厚度的增加，峰值荷載前的剛度提高，峰值荷載增大，峰值荷載后承載力衰減速度緩慢.表明增大翼緣厚度，提高試件承載力和延性，表現(xiàn)出更好的抗震性能.

4.5 加載方向的影響分析

由于在實(shí)際地震中，構(gòu)件和結(jié)構(gòu)會(huì)受到隨機(jī)方向的地震作用，內(nèi)置十字型鋼的受力方向會(huì)有所不同，為研究加載方向?qū)π弯摶炷林拐鹦阅艿挠绊?，試件的加載方向見圖20，取軸壓比為0.45，混凝土等級(jí)為C70，含鋼率為5.9%，配筋率為1.5%，加載角度分別為0°、22.5°、45°的模型進(jìn)行循環(huán)往復(fù)加載模擬，有限元模擬得到不同加載方向下的內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土柱的骨架曲線見圖21.

圖20 加載方向示意圖Fig.20 Diagram of load direction

圖21 不同加載方向有限元模擬骨架曲線Fig.21 Finite element simulated skeleton curves for different loading directions

由圖21可知，隨著加載方向的改變，峰值荷載提高不大，峰值荷載后，試件的強(qiáng)度衰減幾乎不變，由于圓柱的配筋對(duì)稱，沒有型鋼的鋼筋混凝土圓柱的承載力各向基本相同，十字型鋼又各向?qū)ΨQ，因此，型鋼柱不同方向的性能接近.表明對(duì)于內(nèi)置十字型鋼高強(qiáng)混凝土柱，加載方向?qū)ζ浜哪堋⒊休d力、延性等力學(xué)性能影響不大，抗震性能較為均衡.

5 結(jié)論

通過(guò)對(duì)內(nèi)置十字型鋼混凝土圓柱進(jìn)行低周往復(fù)試驗(yàn)和多個(gè)參數(shù)的有限元模擬分析，得到一下主要結(jié)論：

1) 2個(gè)試件的最終破壞形態(tài)相似，均以彎曲破壞為主.含鋼率為5.9%的試件的滯回曲線比含鋼率為4.21%的滯回曲線均更加飽滿，表明含鋼率較高的試件具有更好的抗震耗能能力.

2) 2個(gè)試件的位移角分別達(dá)到1/56、1/55時(shí)，試件荷載達(dá)到峰值，含鋼率為5.9%的試件的峰值荷載比含鋼率為4.21%的峰值荷載提高，表明含鋼率增大，試件承載力有所提高.

3) 內(nèi)置十字型鋼混凝土圓柱，隨著軸壓比增大，試件的峰值荷載提高，達(dá)到峰值荷載后，承載力衰減變快，延性變差.

4) 隨著配筋率的增大，峰值荷載提高不大，峰值荷載后，強(qiáng)度衰減程度相差不大.表明在大尺寸型鋼混凝土柱中縱筋對(duì)構(gòu)件抗震性能的影響并不顯著.

5) 隨著混凝土等級(jí)的增大，峰值荷載和峰值荷載前的剛度提高，峰值位移提前，達(dá)到峰值荷載后，強(qiáng)度衰減變快，延性變差.

6) 隨著翼緣厚度的提高，峰值荷載提高，峰值荷載后，試件的承載力衰減變慢，表明提高翼緣厚度能提高試件承載力，并能提高試件的延性，表現(xiàn)出較好的抗震性能.

7) 隨著加載方向的改變，峰值荷載變化不明顯，峰值荷載后，試件的強(qiáng)度衰減幾乎不變.表明加載方向?qū)υ嚰休d力、延性等力學(xué)性能影響不大，抗震性能較為均衡.