CRB600H級(jí)箍筋混凝土短柱抗震性能研究

趙麗潔,朱崎峰,練繼建,沈金生

(1. 河北工程大學(xué) 土木工程學(xué)院,河北 邯鄲 056038; 2. 天津大學(xué) 建筑工程學(xué)院,天津 300072)

0 引言

地震災(zāi)害是人類(lèi)至今無(wú)法準(zhǔn)確預(yù)測(cè)的自然災(zāi)害之一。在地震發(fā)生時(shí),柱作為建筑結(jié)構(gòu)的主要承重構(gòu)件,柱的破壞會(huì)導(dǎo)致建筑結(jié)構(gòu)產(chǎn)生嚴(yán)重破壞,柱的抗震性能對(duì)整體結(jié)構(gòu)起著決定性作用。與普通鋼筋相比,采用高強(qiáng)鋼筋作為柱中箍筋對(duì)于柱中核心混凝土約束作用更強(qiáng),可以減少工程中的用鋼量。隨著對(duì)高強(qiáng)鋼筋的研發(fā),為進(jìn)一步推廣高強(qiáng)鋼筋在工程中的應(yīng)用范圍,研究者分別開(kāi)啟了各類(lèi)高強(qiáng)鋼筋混凝土柱的受力及抗震性能的研究。

早期,史慶軒等[1-2]和WANG等[3]通過(guò)對(duì)鋼筋混凝土柱開(kāi)展擬靜力試驗(yàn),通過(guò)改變配筋強(qiáng)度、配箍率和剪跨比等參數(shù),對(duì)比研究了HRB400級(jí)箍筋柱和1 100 MPa級(jí)箍筋柱的抗震性能的差異;韓小雷等[4]和萬(wàn)海濤等[5]通過(guò)試驗(yàn)以及有限元軟件,對(duì)比了CRB550級(jí)高強(qiáng)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱的抗震性能上存在的差異;DING等[6]通過(guò)試驗(yàn)的方法,研究了配筋強(qiáng)度、配箍率和剪跨比對(duì)高強(qiáng)箍筋約束高強(qiáng)混凝土短柱抗震性能的影響。CRB600H鋼筋是我國(guó)近年來(lái)研發(fā)的一種高強(qiáng)鋼筋,CRB600H鋼筋經(jīng)過(guò)冷軋后經(jīng)熱處理的具有較高延性,可用于梁、柱箍筋和剪力墻的分布鋼筋,具有廣闊的應(yīng)用前景[7]。郝欣等[8]和劉倫等[9]對(duì)CRB600H級(jí)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱進(jìn)行擬靜力試驗(yàn)。結(jié)果表明:CRB600H級(jí)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱水平抗剪承載力接近,CRB600H級(jí)箍筋對(duì)于混凝土的約束作用更好,CRB600H級(jí)箍筋柱的抗震性能更好。

目前,國(guó)內(nèi)關(guān)于CRB600H級(jí)箍筋柱抗震性能研究較少,構(gòu)件設(shè)計(jì)參數(shù)主要集中在大剪跨比(最小為2.3)柱的配箍率和混凝土強(qiáng)度的變化,受限于試驗(yàn)設(shè)計(jì)成本限制,尚未開(kāi)展關(guān)于小剪跨比短柱不同軸壓比構(gòu)件抗震性能研究。為此,本文采用OpenSEES軟件,在已有CRB600H級(jí)箍筋柱抗震性能試驗(yàn)基礎(chǔ)上,建立有限元模型,將OpenSEES分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行對(duì)比分析,通過(guò)試驗(yàn)驗(yàn)證數(shù)值分析模型的準(zhǔn)確性。同時(shí)進(jìn)行擴(kuò)大參數(shù)分析,對(duì)不同軸壓比(0.1,0.4,0.6)與剪跨比(1.5,2.0,2.5)下的CRB600H高強(qiáng)箍筋與HRB400級(jí)箍筋柱的抗震性能進(jìn)行了數(shù)值模擬分析,為CRB600H鋼筋在實(shí)際工程中的應(yīng)用提供參考。

1 模型建立

1.1 數(shù)值分析模型

本文利用OpenSEES建立數(shù)值分析模型,選取基于柔度法理論的梁柱單元[10]。本文建立的數(shù)值分析模型如圖1所示。其中:節(jié)點(diǎn)1和2,節(jié)點(diǎn)2和3,節(jié)點(diǎn)3和4之間依次為零長(zhǎng)度截面轉(zhuǎn)動(dòng)彈簧單元、零長(zhǎng)度剪切彈簧單元和非線性梁柱單元,分別用于模擬試驗(yàn)過(guò)程中柱底縱筋產(chǎn)生的粘結(jié)滑移、柱的剪切變形以及彎曲變形。

圖1 計(jì)算模型Fig. 1 Calculation model

1.2 混凝土本構(gòu)

本文混凝土材料本構(gòu)選取OpenSEES中的Concrete01材料模型[11],采用Concrete01模型對(duì)混凝土結(jié)構(gòu)進(jìn)行數(shù)值模擬具有很好的精度,模型受壓滯回規(guī)則如圖2所示。

圖2 Concrete01滯回規(guī)則Fig.2 Hysteresis rule of Concrete01

OpenSEES中Concrete01模型在分析時(shí)只需確定混凝土的峰值應(yīng)力、峰值應(yīng)變、極限應(yīng)變及相應(yīng)的強(qiáng)度,本文根據(jù)數(shù)值模擬效果,選用Mander模型為箍筋約束的核心混凝土的本構(gòu)模型[12]。由于Mander模型中對(duì)于約束混凝土抗壓強(qiáng)度f(wàn)′cc計(jì)算過(guò)程比較繁瑣[12],參考Chang-Mander模型中給出的約束混凝土抗壓強(qiáng)度f(wàn)′cc的近似計(jì)算公式如下式[13]:

f′cc=f′c(1+k1x)

(1)

混凝土的極限應(yīng)變及相應(yīng)的強(qiáng)度由下式求得:

(2)

(3)

1.3 鋼筋本構(gòu)

本文鋼筋材料采用OpenSEES中的Steel02鋼筋材料模型,其應(yīng)力-應(yīng)變模型基于Giuffre-Menegotto-Pinto模型[14],如圖3所示。Steel02模型對(duì)低周往復(fù)加載試驗(yàn)?zāi)軌蚝芎玫哪M,且收斂效果好。

圖3 Giuffre-Menegotto-Pinto 鋼筋模型Fig. 3 Giuffre-Menegotto-Pinto rebar model

Steel02模型本構(gòu)參數(shù)主要包含:彈性模量E0、屈服強(qiáng)度f(wàn)y和鋼筋硬化率b1,以及對(duì)Steel02滯回關(guān)系進(jìn)行調(diào)整的R0、CR1和CR2三個(gè)參數(shù)。OpenSEES中建議范圍為:R0=10～20,CR1=0.925,CR2=0.15,本文中:E0和fy等參數(shù)由試驗(yàn)結(jié)果確定,b1=0.01。

1.4 滑移材料

試驗(yàn)過(guò)程中柱底縱筋與混凝土之間會(huì)產(chǎn)生粘結(jié)滑移,其材料模型選取ZHAO等[15]提出的Bond_SP01模型,該模型能很好的模擬試驗(yàn)中產(chǎn)生的鋼筋粘結(jié)滑移變形。

粘結(jié)滑移骨架曲線如圖4所示。鋼筋滑移材料模型由K、fy、Sy、fu、Su、b和R等參數(shù)控制,其中:K為鋼筋彈性模量;fy為鋼筋屈服應(yīng)力;Sy為屈服滑移量;fu為極限應(yīng)力;Su為極限滑移量;b為剛度折減系數(shù);R為鋼筋在循環(huán)荷載下的捏縮系數(shù)。Sy計(jì)算公式如下:

圖4 應(yīng)力-滑移骨架曲線圖Fig. 4 Stress-slip skeleton curve

(4)

式中:db為縱筋直徑;α是局部粘結(jié)滑移參數(shù),根據(jù)CEB-FIP Model Code 1990[16],α取0.4;fy為縱筋屈服強(qiáng)度;f′c為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度。另根據(jù)經(jīng)驗(yàn)計(jì)算可得:Su=(30～40)Sy,b取(0.3～0.5),R取(0.5～1.0)。Bond_SP01模型的滯回規(guī)則如圖5所示。

圖5 Bond_SP01模型的滯回規(guī)則Fig. 5 Hysteresis rule of Bond_SP01 model

1.5 剪切材料本構(gòu)

本文使用ELWOOD[17]提出的剪切失效模型。該剪切失效模型使用Limit State Material和Shear Limit Curve的共同作用來(lái)定義剪切彈簧的加卸載滯回規(guī)則[16,18]。發(fā)生破壞時(shí)構(gòu)件的位移構(gòu)成如圖6所示。

圖6 柱位移模型Fig. 6 Column displacement model

Limit State Material在建模中捏縮參數(shù)pinchX和pinchY的取值范圍為0到1的區(qū)間,參考文獻(xiàn)[19]取pinchX=0.5;pinchY=0.4,本文損傷參數(shù)damage1和damage2均取0。

Shear Limit Curve用于判別剪切破壞的發(fā)生,以及確定發(fā)生剪切破壞后剪切彈簧的骨架曲線。當(dāng)剪切破壞發(fā)生時(shí),混凝土柱的總響應(yīng)由非線性梁柱單元的彎曲變形和剪切變形時(shí)的響應(yīng)組成,彈簧剪切退化剛度kdeg和總響應(yīng)的剛度退化系數(shù)kdegt可由下式計(jì)算:

(5)

(6)

式中:kunload表示梁柱單元的卸載剛度;Vu為柱的水平抗剪承載力;Δs為剪切破壞時(shí)柱的總位移;Δa為柱軸力失效時(shí)的總位移。

(7)

(8)

(9)

式中:Δs為剪切破壞時(shí)柱的總位移;L為柱的凈高度;ρ″為配箍率;v為截面最大剪應(yīng)力;f′c為混凝土圓柱體抗壓強(qiáng)度;P為軸力;Ag為柱的毛截面面積;Δa為柱軸力失效時(shí)的總位移;s為箍筋間距;Ast為抗剪箍筋面積;fyt為箍筋屈服強(qiáng)度;dc為柱核心區(qū)混凝土的高度;θ為剪切斜裂縫與水平方向的夾角,一般取65°;當(dāng)位移延性系數(shù)≤2時(shí),k=1.0;當(dāng)位移延性系數(shù)≥6時(shí),k=0.7;延性系數(shù)介于2～6時(shí),k的取值在1.0～0.7范圍內(nèi)線性變化。

2 數(shù)值模型驗(yàn)證

2.1 選取試驗(yàn)數(shù)據(jù)

文獻(xiàn)[20-21]開(kāi)展了14根不同參數(shù)的鋼筋混凝土柱低周往復(fù)加載試驗(yàn)。本文選取其試驗(yàn)中的Z2、PZ9、Z10、Z11和Z12的鋼筋混凝土柱進(jìn)行數(shù)值模擬驗(yàn)證。各構(gòu)件的尺寸與材料參數(shù)見(jiàn)表1,構(gòu)件的尺寸與配筋如圖7所示。

表1 構(gòu)件尺寸與材料參數(shù)Table 1 Size and material parameters of specimens

圖7 構(gòu)件截面尺寸及配筋[20-21]Fig. 7 Details of test specimens[20-21]

2.2 數(shù)值模擬結(jié)果

1)根據(jù)試驗(yàn)中的Z2、PZ9、Z10、Z11和Z12構(gòu)件參數(shù)分別建立數(shù)值分析模型,數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果對(duì)比如圖8所示。對(duì)比試驗(yàn)滯回曲線與數(shù)值分析滯回曲線,兩者吻合程度很好。由于試驗(yàn)加載末尾階段會(huì)出現(xiàn)箍筋突然斷裂,這屬于強(qiáng)非線性現(xiàn)象,數(shù)值模擬結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果會(huì)出現(xiàn)一定的偏差,但總體模擬結(jié)果較為準(zhǔn)確。

圖8 試驗(yàn)與模擬結(jié)果對(duì)比Fig. 8 Comparison of test and simulation results

2)試驗(yàn)與數(shù)值模擬骨架曲線對(duì)比如圖9所示。在位移加載初始階段,構(gòu)件的力-位移曲線呈線性增長(zhǎng),此時(shí)構(gòu)件足夠抵抗變形,構(gòu)件裂縫能夠閉合,數(shù)值模擬與試驗(yàn)結(jié)果比較接近;隨著加載的持續(xù),構(gòu)件逐步達(dá)到峰值承載力,此時(shí),數(shù)值分析結(jié)果與試驗(yàn)結(jié)果吻合;在加載末期,由于試驗(yàn)中應(yīng)變片處的箍筋打磨等原因,導(dǎo)致加載中箍筋斷裂,構(gòu)件突然喪失承載力,數(shù)值模擬骨架曲線與試驗(yàn)骨架曲線出現(xiàn)一定偏差,但總體趨勢(shì)保持一致。

圖9 試驗(yàn)與模擬骨架曲線對(duì)比Fig. 9 Comparison of test and simulation skeleton curves

3)由表2可知試驗(yàn)結(jié)果與數(shù)值模擬結(jié)果基本吻合,其中:PZ9試驗(yàn)負(fù)向屈服荷載與模擬值相差最大,這是因?yàn)闃?gòu)件PZ9在加載時(shí)沒(méi)有完全對(duì)中,導(dǎo)致正向和反向加載時(shí)骨架曲線和承載力相差較大。其余構(gòu)件的數(shù)值模擬結(jié)果和試驗(yàn)結(jié)果在各特征點(diǎn)的荷載基本吻合。因此,可以認(rèn)為數(shù)值模擬的結(jié)果具有較高的可靠性。

表2 試驗(yàn)和模擬力學(xué)性能對(duì)比Table 2 Comparison of test and simulated mechanical properties

3 構(gòu)件參數(shù)化分析

為保證數(shù)值模擬結(jié)果的準(zhǔn)確性,本文采用文獻(xiàn)[20]中Z10構(gòu)件的各項(xiàng)數(shù)據(jù),通過(guò)調(diào)整構(gòu)件的軸壓比和剪跨比,對(duì)比CRB600H級(jí)箍筋混凝土柱與HRB400級(jí)箍筋混凝土柱的抗震性能,因此在數(shù)值模擬中所需要擴(kuò)展模擬工況如下:

1)通過(guò)改變剪跨比,研究不同剪跨比CRB600H級(jí)箍筋柱的抗震性能;

2)擴(kuò)大軸壓比范圍,研究軸壓比對(duì)CRB600H級(jí)箍筋柱抗震性能的影響;

3)配置相同參數(shù)的HRB400級(jí)箍筋柱,研究CRB600H級(jí)箍筋混凝土柱與HRB400級(jí)箍筋混凝土柱的抗震性能的差異。構(gòu)件主要設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)表3。

表3 構(gòu)件參數(shù)Table 3 Parameters of specimens

3.1 滯回性能

通過(guò)OpenSEES建立的經(jīng)驗(yàn)證過(guò)有限元模型進(jìn)行分析計(jì)算,部分構(gòu)件的滯回曲線如圖10所示。

圖10 滯回曲線Fig. 10 Hysteresis curves

1)通過(guò)對(duì)圖10(a)-圖10(c)分析可知:在其他條件相同時(shí),伴隨著軸壓比的降低,構(gòu)件滯回曲線趨于飽滿(mǎn);相反,軸壓比越大構(gòu)件的滯回曲線更加狹長(zhǎng)。說(shuō)明隨著軸壓比的增大,構(gòu)件的滯回性能變差,抗震性能變差。

2)通過(guò)對(duì)比圖10(c)-圖10(e)以及圖10(b)和圖10(f),當(dāng)其他條件相同時(shí),分析不同剪跨比構(gòu)件的滯回曲線可知:隨著剪跨比的減小,構(gòu)件峰值承載力增大,其中剪跨比為1.5的構(gòu)件峰值承載力最高,但其滯回曲線趨于狹長(zhǎng),滯回循環(huán)的圈數(shù)減少;隨著剪跨比的增大,構(gòu)件的水平抗剪承載力降低,構(gòu)件滯回循環(huán)圈數(shù)增加,滯回環(huán)更加飽滿(mǎn),滯回性能更好。

3)對(duì)比圖10(d)和圖10(g)、圖10(c)和圖10(h)以及圖10(e)和圖10(i)在剪跨比與軸壓比相同時(shí),對(duì)比CRB600H和HRB400級(jí)箍筋柱分析可以得出:CRB600H箍筋柱滯回曲線更為飽滿(mǎn),當(dāng)高軸壓比時(shí),對(duì)比構(gòu)件C-1-3和PC-1-3,構(gòu)件C-2-3和PC-2-3,HRB400箍筋柱相比CRB600H箍筋柱,極限位移分別降低了7%和10.7%?？梢?jiàn)使用CRB600H箍筋可以改善混凝土柱的滯回性能,提高柱的抗震性能。

3.2 骨架曲線

圖11為OpenSEES模擬獲得的部分構(gòu)件骨架曲線,可以看出:

圖11 骨架曲線Fig. 11 Skeleton curves

1)由圖11(a)-圖11(c)可知:構(gòu)件的承載力由C-1-1的571.3 kN增加到C-1-3的596.2 kN;C-2-1的746.2 kN增加到C-2-3的815.4 kN;C-3-1的1 016.1kN增加到C-3-3的1 144.4 kN。由此說(shuō)明:軸壓比越大的構(gòu)件,水平抗剪承載力越大。軸壓比越大,構(gòu)件骨架曲線上升階段達(dá)到峰值承載力更早,下降階段承載力衰減更迅速,構(gòu)件破壞時(shí)極限位移更小。軸壓比越大,構(gòu)件水平抗剪承載力升高,但延性和滯回性能變差。

2)由圖11(d)-圖11(f)可知:在其他條件相同時(shí),3種剪跨比構(gòu)件C-1-1、C-2-1和C-3-1的最大水平抗剪承載力分別為571.3 kN、746.2 kN和1 016.1 kN,極限位移為35.2 mm、25.2 mm和19.2 mm。隨著剪跨比減小,構(gòu)件骨架曲線上升階段達(dá)到峰值承載力更早,下降階段承載力衰減更迅速,構(gòu)件破壞時(shí)極限位移更小。剪跨比越大,構(gòu)件的承載力降低,延性和抗震性能更好。

3)對(duì)圖11(g)-圖11(i)分析,當(dāng)其他條件相同時(shí),對(duì)比CRB600H和HRB400級(jí)箍筋柱可知:CRB600H級(jí)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱水平抗剪承載力接近。峰值荷載后,由于CRB600H級(jí)箍筋對(duì)于混凝土的約束作用更好,骨架曲線在峰值荷載后下降平緩,HRB400級(jí)箍筋柱的骨架曲線在峰值荷載后下降更加陡峭,與CRB600H級(jí)箍筋柱相比,HRB400級(jí)箍筋柱延性和變形能力更小。

3.3 剛度退化

不同設(shè)計(jì)參數(shù)構(gòu)件的剛度退化曲線對(duì)比情況如圖12所示。

本文中構(gòu)件剛度退化情況通過(guò)割線剛度來(lái)判定,表達(dá)式如下。

(10)

式中:Ki為第i次循環(huán)的割線剛度平均值;+Fi和-Fi為第i級(jí)加載時(shí),構(gòu)件正和反方向的峰值點(diǎn)對(duì)應(yīng)的荷載值;+Xi和-Xi為第i級(jí)加載時(shí),構(gòu)件正和反方向峰值點(diǎn)對(duì)應(yīng)的位移值。

1)從圖12(a)-圖12(c)可以看出:隨著軸壓比的增大,構(gòu)件初始割線剛度值越大,但隨著軸向壓力越大,在位移加載過(guò)程構(gòu)件裂縫發(fā)展較快,剛度曲線下降更加迅速,加載末期的殘余剛度更小;隨著軸壓比的減小,構(gòu)件裂縫發(fā)展相對(duì)緩慢,剛度曲線下降較為遲緩,殘余剛度更大。

2)從圖12(d)-圖12(f)可以看出:剪跨比越小的構(gòu)件,初始剛度越大,如C-3-1的初始割線剛度是C-1-1初始割線剛度的2.7倍,剪跨比小的構(gòu)件的剛度衰減迅速,剪跨比大的構(gòu)件初始割線剛度更小,剛度曲線下降更加平緩,原因是剪跨比較小的構(gòu)件抗側(cè)剛度大,構(gòu)件水平剪力較大發(fā)生剪切脆性破壞,隨著位移加載構(gòu)件剛度退化較快。

3)從圖12(g)-圖12(i)可以看出:CRB600H級(jí)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱剛度退化曲線比較平滑,沒(méi)有出現(xiàn)剛度突降,二者曲線基本重合。在位移加載初始階段,剛度曲線隨位移增加下降較為明顯,隨著位移加載的持續(xù),剛度曲線下降趨于緩慢,在構(gòu)件發(fā)生破壞后仍具有足夠的殘余剛度,表明CRB600H級(jí)箍筋柱具有良好的抗震性能。

3.4 延性分析

本文中構(gòu)件的延性通過(guò)位移延性系數(shù)μΔ和極限位移角θp來(lái)判定,如式(11)和式(12)所示。

μΔ=Δu/Δy

(11)

θp=Δu/H

(12)

式中:μΔ為位移延性系數(shù);Δu為柱的極限變形;Δy為柱的屈服變形;θp為極限位移角;H為柱高。極限變形取峰值荷載下降到85%時(shí)所對(duì)應(yīng)的水平位移[22]。根據(jù)數(shù)值模擬結(jié)果,將構(gòu)件的位移延性系數(shù)計(jì)算并整理見(jiàn)表4。

表4 構(gòu)件特征數(shù)據(jù)及延性系數(shù)Table 4 Characteristic data and ductility coefficient of the specimens

1)構(gòu)件C-1-1的延性系數(shù)是構(gòu)件C-1-2和C-1-3的1.3倍和1.7倍;構(gòu)件C-1-1極限位移與構(gòu)件C-1-2和C-1-3相比分別提高42.3%和92.6%。分析表明:隨著軸壓比增大,構(gòu)件的P-Δ效應(yīng)明顯比低軸壓比顯著,構(gòu)件裂縫發(fā)展更快,到加載后期構(gòu)件的破壞程度明顯,承載力下降迅速,軸壓比越大構(gòu)件極限位移、變形能力都呈下降趨勢(shì)。

2)構(gòu)件C-1-1的極限位移分別為構(gòu)件C-2-1和C-3-1的1.4倍和1.8倍;構(gòu)件C-1-2的極限位移分別為構(gòu)件C-2-2和C-3-2的1.3倍和1.8倍?？梢?jiàn):構(gòu)件剪跨比越大,構(gòu)件的極限位移更大,延性系數(shù)更高,主要由于剪跨比越大構(gòu)件發(fā)生破壞時(shí)彎曲變形所占比例越大,故隨著剪跨比的增大,構(gòu)件的延性更好。

3)配置CRB600H級(jí)箍筋的構(gòu)件,除構(gòu)件C-3-3以外,其余各構(gòu)件的位移延性系數(shù)均大于3,極限位移角大于《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》(GB 50011—2010)[23]要求的1/50,表現(xiàn)出良好的延性性能。在配置HRB400箍筋構(gòu)件中,PC-1-3、PC-2-3與PC-3-3延性系數(shù)小于3,極限位移角小于1/50。在剪跨比與軸壓比條件相同時(shí),通過(guò)分析比較CRB600H級(jí)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱發(fā)現(xiàn):CRB600H級(jí)箍筋柱延性系數(shù)更大,特別是高軸壓比下CRB600H級(jí)箍筋柱的延性與抗震性能更好。

3.5 耗能性能

本文采用等效黏滯阻尼系數(shù)he來(lái)定量描述結(jié)構(gòu)的耗能能力。將數(shù)值模擬結(jié)果整理,如圖13所示。

1)從圖13(a)-圖13(c)可知:在位移加載初始階段,構(gòu)件的等效黏滯阻尼系數(shù)隨著構(gòu)件的位移推進(jìn)而增加,隨著位移加載的持續(xù),構(gòu)件等效黏滯阻尼系數(shù)出現(xiàn)一定波動(dòng)。對(duì)比不同軸壓比構(gòu)件的等效黏滯阻尼系數(shù),隨著軸壓比的增大,構(gòu)件的等效黏滯阻尼系數(shù)更小,構(gòu)件的耗能能力降低,抗震性能更差。

2)從圖13(d)-圖13(f)可以看出:位移加載初始階段,由于剪跨比較小的構(gòu)件初始剛度較大,構(gòu)件混凝土在有很小的變形時(shí)就嚴(yán)重開(kāi)裂,耗能增加。所以,位移加載初始階段,在相同位移下,較低剪跨比的構(gòu)件等效黏滯阻尼系數(shù)大于大剪跨比構(gòu)件,而剪跨比大的構(gòu)件在承受荷載時(shí)緩慢變形,等效黏滯阻尼系數(shù)隨著位移緩慢上升,在位移加載末期,剪跨比較大的構(gòu)件進(jìn)入塑性狀態(tài),等效黏滯阻尼系數(shù)逐漸超越剪跨比較小的構(gòu)件。

3)從圖13(g)-圖13(i)可以看出:CRB600H和HRB400級(jí)箍筋柱的所有構(gòu)件的等效黏滯阻尼系數(shù)呈現(xiàn)交替上升,相差不大,說(shuō)明CRB600H箍筋混凝土柱耗能能力與HRB400箍筋混凝土柱大致相同。

4 結(jié)論

通過(guò)對(duì)CRB600H級(jí)高強(qiáng)箍筋混凝土短柱展開(kāi)數(shù)值模擬研究,利用經(jīng)試驗(yàn)驗(yàn)證過(guò)的有限元模型分析軸壓比和剪跨比對(duì)CRB600H級(jí)箍筋柱的抗震性能的影響,并以HRB400級(jí)箍筋柱進(jìn)行對(duì)比分析,得出以下結(jié)論:

1)對(duì)比不同軸壓比的計(jì)算結(jié)果,隨著軸壓比的增加,構(gòu)件的水平抗剪承載力增加;隨著軸壓比的降低,構(gòu)件的滯回曲線更加飽滿(mǎn),構(gòu)件破壞時(shí)的極限位移越大,構(gòu)件的延性和耗能能力更好。

2)對(duì)比不同剪跨比的計(jì)算結(jié)果,剪跨比越大,構(gòu)件的水平抗剪承載力越低,隨著剪跨比的增加,構(gòu)件的滯回性能更好,構(gòu)件破壞時(shí)的極限位移更大,延性和耗能能力更好。

3)配置CRB600H級(jí)高強(qiáng)箍筋柱與HRB400級(jí)箍筋柱,二者水平抗剪承載力相當(dāng),通過(guò)對(duì)比位移延性系數(shù)、剛度退化和等效黏滯阻尼系數(shù)等參數(shù),發(fā)現(xiàn)CRB600H級(jí)高強(qiáng)箍筋柱具有更好的延性和抗震性能。