方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱抗震性能有限元分析

徐增珍,董玉英,劉 超,杜顏勝,張宇桐

(1.青島市黃島區(qū)審計局,山東青島 266400;2.青島市黃島區(qū)市政公用事業(yè)發(fā)展中心,山東青島 266400;3.青島董家口發(fā)展集團有限公司,山東青島 266400;4.天津大學建筑工程學院,天津 300072)

隨著過去幾十年城市化進程的發(fā)展,大量的建筑垃圾隨城市迭代而排出,同時為了生產足量混凝土而過度開采了河砂和天然骨料,導致環(huán)境污染和資源緊缺問題日益突出。回收固體廢棄物制備再生骨料,以及推廣應用機制砂可以為緩解以上問題提供有效的技術方案。利用機制砂、再生粗骨料替換河砂和天然粗骨料來制備再生混凝土不僅可以實現(xiàn)固廢資源化利用,還能大幅度降低對天然骨料的需求量。然而,在相同配比條件下,再生混凝土的力學性能相比普通混凝土會出現(xiàn)5%～30%的下降[1-2]。這是因為再生粗骨料內部因回收工藝存在微裂紋,外部被舊水泥砂漿包裹,從而導致其彈性模量小、吸水率大、界面粘結力弱[2-5]。目前研究表明當再生混凝土的再生粗骨料取代率超過30%時,再生混凝土抗壓強度下降明顯[2], 這導致高取代率的再生混凝土因低強度的特點難以被推廣應用,同時低取代率的再生混凝土雖然力學性能能夠滿足工程要求,但也大大限制了固體廢棄物的利用率。因此,開發(fā)研究出力學性能良好的高取代率再生混凝土是推廣其應用的關鍵。

甄志祿等[6]、杜顏勝等[7]利用鐵尾礦(含鐵尾礦機制砂和鐵尾礦粗骨料)制備的鐵尾礦再生混凝土能夠在保持較好力學性能的同時將再生粗骨料取代率提升至100%,有效地提高了再生混凝土固廢資源利用率和可應用性。鐵尾礦是一種因開采礦石后存余的沒有冶煉價值的固體廢棄物,當前中國尾礦堆存量達50億t,冶金礦山排放量高達1.5億t[8]。因此,合理利用尾礦資源可以有效促進固廢資源化利用并降低尾礦堆存引起的地質安全風險[9]。

通過將鐵尾礦再生混凝土澆筑于鋼管中即可形成鋼管鐵尾礦再生混凝土柱,鋼管對混凝土形成圍壓約束,可以有效提高混凝土的抗壓強度,內填混凝土還可以防止鋼管向內屈曲,充分發(fā)揮了鋼與混凝土的力學性能。鋼管混凝土的結構形式彌補了再生混凝土在力學性能上的不足,已有研究表明鋼管再生混凝土柱可以表現(xiàn)出良好的承載力和抗震性能[10-12]。邱昌龍[13]開展了鋼管再生混凝土短柱的軸壓試驗,結果表明鋼管再生混凝土柱的承載力和剛度低于普通鋼管混凝土柱。董宏英等[14]針對圓鋼管再生混凝土柱開展了擬靜力試驗,結果表明其具有良好的延性,并給出了在不同規(guī)范下計算壓彎承載力的修正系數(shù)。然而,以往關于鋼管再生混凝土柱的研究中主要聚焦于粗骨料取代率的變化對構件性能的影響,而對于機制砂等細骨料的變化對鋼管再生混凝土柱構件影響的研究不夠完善。考慮到鐵尾礦再生混凝土采用了鐵尾礦機制砂作為細骨料,其力學特性與普通再生混凝土也有所差別。因此,對于將鐵尾礦再生混凝土應用于方鋼管混凝土柱中的抗震性能有待進一步探索。

本文基于已開展的方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱擬靜力試驗結果[6-7],充分考慮鐵尾礦再生混凝土本構模型的特點,采用大型通用有限元軟件ABAQUS建立了鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的精細化模型,并驗證了數(shù)值分析的準確性,并針對構件的軸壓比、寬厚比、長細比、材料強度等進行了參數(shù)化分析,該研究可為鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的工程應用提供理論參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計及加載裝置

試驗設計制作了6個方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱試件并進行了擬靜力試驗,主要試件參數(shù)為再生粗骨料取代率、軸壓比,試件參數(shù)見表1。試件的軸壓比依據(jù)文獻[7]計算,見式(1)。

(1)

式中:n為軸壓比;N為試驗中施加的豎向軸壓力,kN;fc為混凝土軸心抗壓強度設計值,MPa;Ac為截面混凝土面積,mm2;fy為鋼管屈服強度設計值,MPa;As為鋼管截面面積,mm2。

圖1為試件柱簡化示意圖,圖中N為框架柱的軸向荷載,P為框架柱的水平荷載,H為層間柱高,通常設計為3 000 mm,Δ為水平位移。考慮反彎點彎矩為0,方便端部加載,所以根據(jù)框架柱承受水平荷載時的受力反彎點高度,取試件柱高為1/2層間柱高(1 500 mm)。試件底部為固定端,采用鋼筋混凝土基礎保證柱底部的剛性連接。試件頂部為加載端,不對其自由度進行限制,試件水平加載端部與試件鉸接,試件設計圖見圖2。

圖2 試件設計圖Fig.2 Specimen design drawing

1.2 試件材料性能

1.2.1 鋼材

試驗鋼材為5 mm厚的Q345B方鋼管。根據(jù)規(guī)范GB/T 228.1—2010 《金屬材料 拉伸試驗第1部分:室溫試驗方法》[15]制作了3個鋼材標準試件,其材料性能見表2。

表2 鋼材標準試件的材料性能

1.2.2 鐵尾礦再生混凝土

取澆筑鋼管時的鐵尾礦再生混凝土制備標準試塊,并進行同條件自然養(yǎng)護28 d,然后依據(jù)GB/T 50081—2019 《混凝土物理力學性能試驗方法標準》[16]進行混凝土力學性能試驗。鐵尾礦再生混凝土配比及制備方法見文獻[7]。本批混凝土抗壓強度試驗結果見表3。

表3 混凝土材料性能

1.3 加載制度

荷載施加包括豎向恒定荷載和水平循環(huán)往復荷載,豎向荷載按軸壓比施加在柱截面形心后保持恒定;水平循環(huán)往復荷載依據(jù)加載點高度處的水平位移角采用分級加載制度,加載制度見圖3。水平位移角Δ/h為試件加載點水平位移Δ與試件計算高度h的比值,其中試件計算高度取h=1 500 mm。當水平位移角小于等于1%時,每級加載循環(huán)1次;當水平位移角大于1%且小于3%時,每級加載循環(huán)3次;當水平位移角大于等于3%時,每級加載循環(huán)2次[17]。

圖3 加載制度Fig.3 Loading scheme

1.4 試驗結果分析

1.4.1 破壞模式

不同再生粗骨料取代率條件下的試件破壞模式基本相同。軸壓比的增加會加速試件的破壞,但對破壞模式影響不大。因此以試件的典型試驗現(xiàn)象為例進行描述。

如文獻[7]所述,試件在循環(huán)加載過程中可分為3個階段:彈性階段、彈塑性階段以及破壞階段。在彈性階段,鋼管與混凝土均處于彈性變形,柱試件沒有明顯現(xiàn)象。當試件開始進入彈塑性階段,試件底部鋼管受壓側開始出現(xiàn)輕微的鋼管屈曲,鋼管開始塑性發(fā)展,見圖4 a)。隨著荷載繼續(xù)增加,試件底部鋼管屈曲逐漸發(fā)展,在接近峰值荷載時,試件底部鋼管出現(xiàn)明顯的鋼管鼓曲,且該屈曲延伸至鋼管兩側,見圖4 b)。在試件破壞階段,承載力不斷降低,底部鋼管因拉壓循環(huán)受力過程的累計損傷開始出現(xiàn)裂縫,隨著位移荷載不斷增加,試件底部鋼管在鼓曲位置的倒角處出現(xiàn)受拉撕裂,見圖4 c)。在試件循環(huán)加載結束后通過對鋼管進行切割來觀察混凝土破壞情況,根據(jù)圖4 d)可知,鋼管底部鼓曲位置的混凝土因循環(huán)受壓而出現(xiàn)破碎,這是因為鋼管出現(xiàn)鼓曲后不能再為內部混凝土提供圍壓約束。而其余位置混凝土的破壞不明顯。

圖4 破壞模式Fig.4 Failure modes

1.4.2 荷載-位移曲線

試件的滯回曲線如圖5所示,方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的滯回曲線飽滿,基本呈梭形,表明加載過程中沒有明顯滑移,試件在水平荷載作用下耗能能力強,抗震性能較好。根據(jù)圖5 a)、圖5 b)可知,隨著再生粗骨料取代率的增加,混凝土強度下降,對方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱試件帶來的影響則是承載力下降,滯回環(huán)面積減小,耗能能力減弱。根據(jù)圖5 c)可知,隨著軸壓比增加,試件的承載力出現(xiàn)下降,耗能能力減弱。圖6為試件的骨架曲線,圖6 a)、圖6 b)說明再生粗骨料取代率的增加盡管降低了試件的峰值承載力,但對初始剛度影響不大。圖6 c)則表明隨著軸壓比的增加,試件的承載力出現(xiàn)明顯下降,試件在彈性階段的剛度也出現(xiàn)了小幅度降低。

圖5 滯回曲線Fig.5 Hysteretic curves

圖6 骨架曲線Fig.6 Skeleton curves

2 有限元模型

2.1 材料本構模型

2.1.1 鐵尾礦再生混凝土本構模型

鐵尾礦再生混凝土的材料模型采用ABAQUS提供的混凝土塑性損傷模型。該模型適用于描述混凝土循環(huán)荷載下的非線性以及材料損傷行為,適合對脆性材料進行模擬分析,其應力-應變關系曲線見圖7[18]。其中,O—A—B—C—D—N—M—G的曲線路徑為混凝土先受拉—開裂—受壓—壓裂—再受拉的循環(huán)拉-壓應力路徑。σt0為受壓峰值應力;E0為混凝土彈性剛度;dt,dc為受拉、受壓的剛度折減因子,以表征混凝土受拉、受壓破壞后帶來的剛度下降;Wc,Wt為拉-壓狀態(tài)改變時的剛度恢復系數(shù),其用來模擬混凝土的受拉開裂和受壓碎裂現(xiàn)象,2個參數(shù)的變化范圍為0～1。受壓混凝土向受拉混凝土轉變時取Wt=0,這表明混凝土裂縫張開,受拉剛度完全喪失。受拉混凝土向受壓混凝土轉變時取Wc=1,這表明裂縫閉合,受壓剛度能夠完全恢復。

圖7 混凝土應力-應變關系曲線Fig.7 Stress-strain curves of concrete

此外,鋼管內填混凝土在受壓狀態(tài)時需考慮鋼管壁的被動側壓力約束,LI等[19]、YANG等[20]通過引入約束系數(shù)ξ并基于大量的鋼管混凝土柱試驗數(shù)據(jù),提出了方鋼管約束混凝土的本構關系。但本研究中鐵尾礦再生混凝土是采用了機制尾礦砂和不同取代率的再生粗骨料,與普通混凝土有所差別。因此,李佳岐等[21]在約束混凝土本構模型的基礎上,引入了與再生粗骨料取代率相關的系數(shù)r以及與機制砂種類相關系數(shù)K,將混凝土的峰值應變、峰值應力進行了調整,最終提出了鋼管中機制砂再生混凝土受壓本構關系,其針對方形截面鋼管約束再生混凝土的本構關系見式(2)。式(2)中,x,y,β,η等符號表征的物理含義以及具體計算方法見式(3)—式(10)。

(2)

(3)

σc0=Kfc,c;

(4)

(5)

εc,c=(1 300+12.5fc,c)×10-6;

(6)

θ=65.715r2-109.43r+48.989 ;

(7)

η=1.6+1.5/x;

(8)

(9)

(10)

式(3)—式(10)中:σ,ε分別為混凝土的應力、應變;εc0為混凝土抗壓峰值應變;σc0為混凝土抗壓峰值應力;fc,c為混凝土圓柱軸心抗壓強度;K為混凝土細骨料調整系數(shù),取1.048 9[21];r為再生粗骨料取代率;ξ為約束系數(shù)。混凝土在受拉時不受約束,且抗拉強度較小對構件承載力影響較小,本文采用肖建莊等[22]提出的再生混凝土受拉應力-應變關系。

2.1.2 鋼管本構模型

在循環(huán)荷載作用下,鋼管具有明顯的包辛格效應,即鋼管進入塑性階段后,同向加載屈服應力和屈服應變提高;而反向加載時,其屈服應力相應減小。因此,本研究中鋼管采用雙線性隨動強化模型,見式(11)。鋼管屈服條件符合von-Mises屈服準則。

(11)

式中:fu為極限抗拉強度;Es為鋼管彈性模量,強化階段的鋼管模量為αEs,系數(shù)α取0.01。

2.2 邊界條件及加載方式

為簡化建模方案并提高計算效率,在有限元模型中將試件基礎混凝土梁簡化為剛性連接,因此對有限元模型底部施加完全固定約束。頂部采用中心參考點與頂板表面采用耦合的方式進行模擬,加載點為自由端;通過參考點施加豎向軸壓力以及水平循環(huán)荷載,使有限元模型的邊界條件與實際情況保持一致。具體計算模型見圖8。根據(jù)試驗加載過程,荷載施加分2個分析步進行:第1個分析步按照軸壓比施加豎向軸壓力;第2個分析步施加水平荷載,采用與試驗加載相同的加載制度。

圖8 有限元模型示意圖Fig.8 Finite element model diagram

2.3 單元類型及網(wǎng)格劃分

方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱有限元模型主要分為鋼管和混凝土,鋼管采用四節(jié)點減縮積分殼單元(S4R)來定義;殼單元沿厚度方向采用9個積分點。鐵尾礦再生混凝土采用八節(jié)點減縮積分實體單元(C3D8R)。此外,對于鋼管混凝土柱的上部端板和下部底板采用彈性模量為1×1020MPa,泊松比為0.01的八節(jié)點減縮積分單元(C3D8R),使其具備絕對剛性,避免局部應力集中。通過網(wǎng)格敏感性分析,兼顧計算精度和計算效率,最終確定網(wǎng)格尺寸,見圖8。

2.4 接觸關系

方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的接觸關系主要分為2類:鋼與鋼接觸,鋼與混凝土接觸。鋼與鋼之間采用綁定約束,來模擬焊接等絕對剛性連接。鋼與混凝土之間采用硬接觸(hard contact)定義鋼與混凝土法向接觸應力;采用罰函數(shù)(penalty)定義鋼與混凝土的切向摩擦力,模型中鋼管與混凝土的摩擦系數(shù)取0.25[18]。

3 有限元結果驗證

3.1 荷載-位移曲線對比

為了驗證有限元模型計算的準確性,將有限元計算的滯回曲線、骨架曲線與試件結果進行對比,見圖9與表4。通過滯回曲線對比可知,有限元模型計算結果與試驗數(shù)據(jù)吻合較好。有限元結果與試驗結果在加載初期的彈性剛度基本一致,進入塑性階段后,試驗結果的卸載剛度略大于有限元模型的卸載剛度,使有限元模型的滯回環(huán)面積相較于試驗略大。另外,從骨架曲線對比來看,有限元分析結果可以較好地模擬試件的剛度和承載力。表4中給出了有限元模型與試驗的屈服荷載偏差的范圍為-5.20%～4.81%,偏差均值為-0.03%;峰值荷載偏差范圍為-8.06%～3.78%,偏差均值為-1.58%。這說明該模型可以較為準確地反映試件的承載能力。通過以上分析說明,該有限元計算模型能夠較好地預測方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的力學性能。

圖9 試驗與有限元荷載-位移曲線對比圖Fig.9 Comparison of load-displacement curves between test and finite element results

表4 有限元分析結果與試驗結果承載力對比

3.2 典型破壞模式對比

有限元模型與試驗中的典型破壞模式見圖10。圖10 a)中可見試件的柱腳發(fā)生嚴重的局部鼓曲,可以發(fā)現(xiàn)有限元模型的鼓曲位置與試驗位置基本一致,位于柱底部0～100 mm高度范圍內。從圖10 b)可以發(fā)現(xiàn)有限元模型可以很好地模擬鋼管的局部屈曲,但由于ABAQUS/Standard求解器中無法模擬鋼材撕裂現(xiàn)象,因此,有限元模擬結果沒有出現(xiàn)明顯的鋼材撕裂。同時,在圖10 c)中可以發(fā)現(xiàn)有限元模擬的混凝土應力云圖與混凝土壓碎的位置相對應,并通過強度退化反映了這一破壞現(xiàn)象。以上對比充分說明有限元模型能夠很好地反映試驗柱的破壞模式。

圖10 典型破壞模式對比Fig.10 Comparison of typical failure modes

4 參數(shù)化分析

4.1 軸壓比

以試件C2Z3和C2Z5為基礎,其軸壓比分別為0.3, 0.5,額外建立軸壓比為0, 0.1, 0.2, 0.4和0.6的模型,分別命名為C2Z0, C2Z1, C2Z2, C2Z4和C2Z6,分析軸壓比為0～0.6時的試件抗震性能變化。模型參數(shù)以及承載力見表5,不同軸壓比下的骨架曲線對比見圖11。總體上試件的峰值承載力呈現(xiàn)了隨著軸壓比增大而減小的規(guī)律。同時隨著軸壓比的增大使得試件在破壞階段的承載力退化加快,延性不斷降低。從圖11中可知,在彈性階段時,軸壓比對試件剛度影響較小。對于承載力而言,當軸壓比為0～0.4時,峰值承載力下降幅度較為緩慢,C2Z2與C2Z0的峰值承載力相差4.06%,C2Z4與C2Z2的峰值承載力相差5.35%;然而當軸壓比為0.4～0.6時,試件的峰值承載力下降幅度提高,C2Z6與C2Z4的峰值承載力相差9.36%,因此隨著軸壓比提高,試件的承載力隨之下降,且下降速度逐漸增加。

圖11 不同軸壓比下的骨架曲線對比Fig.11 Comparison of skeleton curves under different axial compression ratios

表5 不同軸壓比下的峰值承載力對比

4.2 寬厚比

以試件C2Z3為基礎,鋼管尺寸為200 mm×200 mm×1 500 mm,試件的寬厚比為鋼管邊長與鋼管厚度之比。該試件鋼管厚度為5 mm,將其命名為C2Z3H5,在此基礎上分別建立鋼管厚度為3 mm和7 mm的模型,命名為C2Z3H3和C2Z3H7。模型參數(shù)及承載力結果見表6,骨架曲線對比見圖12。試件寬厚比從66.7減至40.0時,初始剛度變化并不顯著,但試件寬厚比從40.0減至28.6時,初始剛度明顯提高。C2Z3H5, C2Z3H7相比于C2Z3H3的峰值承載力分別提高了18.85%,61.61%,這說明隨寬厚比增加,承載力提高且提升幅度逐漸增加。對于延性和耗能能力而言,在寬厚比減小后,試件在破壞階段的剛度退化速度和承載力退化速度放緩,耗能能力增加。分析其原因是寬厚比較大時,鋼管的局部屈曲更易發(fā)生,從而對再生混凝土的約束作用降低。當寬厚比較小時,鋼管截面更容易發(fā)生屈服,因此鋼管的局部屈曲發(fā)展被延緩,提高了對核心混凝土的約束作用。

圖12 不同寬厚比下的骨架曲線對比Fig.12 Comparison of skeleton curves under different width-thickness ratios

表6 不同寬厚比下的峰值承載力對比

4.3 長細比

鋼管混凝土試件的長細比為柱構件計算長度與回轉半徑之比[23],計算方法見式(12)。以試件C2Z3為基礎,該試件高度為1 500 mm,長細比為19.75,將其命名為C2Z3S2,通過改變柱高度來調整模型的長細比,在此基礎上額外建立柱高度為1 000 mm和2 000 mm的模型,命名為C2Z3S1和C2Z3S3。

(12)

式中:λ為鋼管混凝土長細比;l0為試件計算長度;i為試件回轉半徑。式(13)為試件回轉半徑i的計算方法。

(13)

式中:Is,Ic分別為柱截面鋼管、混凝土的截面慣性矩;Ec為混凝土的彈性模量。

由于改變高度將使側向荷載對柱底部截面施加彎矩的力臂發(fā)生變化,因此采用側向荷載與試件高度的乘積(即側向荷載對試件底面的彎矩)來說明長細比對試件性能的影響。模型參數(shù)及對應長細比、承載力結果見表7,骨架曲線對比見圖13。由圖可知,試件長細比從13.16提高至26.33時,試件初始剛度與峰值承載力大幅度下降,其中峰值承載力降低了17.5%。這說明隨著長細比的增加,試件的截面抗彎剛度及承載力均有所下降。另外,隨著長細比增加,試件的峰值荷載對應的位移也增加,且破壞階段的承載力退化速度變緩,表明延性有所增長。長細比的增加會大幅度降低柱構件的抗側剛度與承載力,因此在設計中應嚴格限制長細比,以防止較高長細比的不利影響。

圖13 不同長細比下的骨架曲線對比Fig.13 Comparison of skeleton curves under different slenderness ratios

表7 不同長細比下的峰值承載力對比

4.4 鋼管屈服強度

以試件C2Z3為基礎,該試件鋼管屈服強度實測值為442 MPa,將其命名為C2Z3Q345,再建立鋼管屈服強度為280 MPa,520 MPa和600 MPa的模型進行對比,分別命名為C2Z3Q235,C2Z3Q420和C2Z3Q460。模型參數(shù)及承載力見表8,骨架曲線對比結果見圖14。由骨架曲線可以看到隨著鋼管強度的增加,試件的峰值承載力有所提高。C2Z3Q345,C2Z3Q420和C2Z3Q460的峰值承載力相較于C2Z3Q235分別提高了40.9%,62.4%和80.16%。總承載力提高的原因在于鋼管本身承載力得到提高以及對核心混凝土的約束效果有一定程度的提升。同時延性和耗能能力也相應增強,但是由于鋼管的厚度和彈性模量沒有變化,因此試件的彈性剛度沒有明顯變化。

圖14 不同鋼管屈服強度下的骨架曲線對比Fig.14 Comparison of skeleton curves under different steel yield strengths

表8 不同鋼管屈服強度下的峰值承載力對比

4.5 再生混凝土強度

以試件C2Z3為基礎,該試件鐵尾礦再生混凝土等級為C40,故將該試件命名為C2Z3C40。在此基礎上建立C2Z3C30, C2Z3C50和C2Z3C60等模型,其核心混凝土強度分別為C30, C50和C60,不同強度等級的鐵尾礦再生混凝土彈性模量等材料性能通過ZHANG等[24]提出的本構模型計算得到。有限元模型參數(shù)及承載力見表9。骨架曲線對比結果見圖15。從骨架曲線來看,隨著混凝土強度的提高,試件的峰值承載力逐漸增大,C2Z3C40, C2Z3C50和C2Z3C60相較于C2Z3C30的峰值承載力分別提高了3.4%, 8.3%和10.03%。試件的初始剛度基本不變,這是因為初始剛度主要由鋼管的強度決定,混凝土面積和鋼管未發(fā)生變化。對于延性和耗能能力而言,因為核心混凝土強度的提高,材料脆性增加,從而導致延性和耗能能力降低。

圖15 不同混凝土強度下的骨架曲線對比Fig.15 Comparison of skeleton curves under different concrete strengths

表9 不同混凝土強度下的峰值承載力對比

5 結 語

研究基于鋼管約束鐵尾礦再生混凝土本構模型以及鋼管鐵尾礦再生混凝土柱擬靜力試驗建立了有限元模型,并通過試驗結果驗證了有限元模型的準確性。隨后針對構件的軸壓比、寬厚比、長細比、材料強度等進行了參數(shù)化分析,得到結論如下。

1)方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的破壞模式為柱底部鋼管出現(xiàn)鼓曲、撕裂,內部混凝土被壓碎。方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的滯回曲線飽滿,耗能能力強。另外,試件的骨架曲線對比說明再生粗骨料取代率對試件剛度與承載力的影響較小。

2)有限元模型在破壞模式、荷載-位移曲線等方面與試驗結果保持一致,證明了約束鐵尾礦再生混凝土本構模型的合理性;有限元計算的屈服承載力與試驗結果偏差范圍為-5.20%～4.81%,偏差均值為-0.03%;峰值荷載偏差范圍為-8.06%～3.78%,偏差均值為-1.58%。該有限元模型可以較為準確地表征方鋼管鐵尾礦再生混凝土柱的抗震性能。

3) 試件的承載力具有隨著軸壓比增大而減小的規(guī)律,且下降速度逐漸增加。同時隨著軸壓比的增大使得試件在破壞階段承載力衰退更快,延性也在不斷下降。因此,在該構件的結構應用中需要嚴格限制軸壓比范圍以保證結構安全。

4) 隨著寬厚比減小,試件的承載力提高且提升幅度逐漸增加;另外試件在破壞階段的剛度退化速度和承載力退化速度放緩,延性和耗能能力增加。這是因為寬厚比減小后,鋼管截面更不容易發(fā)生局部屈曲,鋼管以屈服變形為主,因此提高了對核心混凝土的約束作用。

5)隨著長細比增加,試件的初始剛度及承載力大幅度下降。另外,試件的峰值位移隨長細比增加而增加,破壞階段的承載力退化速度變緩,表明試件的延性隨長細比增加而有所提高。

6) 隨著鋼管屈服強度提升,試件的峰值承載力成比例提高,但由于鋼管的厚度和彈性模量沒有明顯變化,彈性階段的剛度基本不變。隨著混凝土強度提升,試件的承載力小幅度提升,但初始剛度基本不變。另外,因混凝土強度的提高,材料脆性增加,從而導致延性和耗能能力降低。

本文通過數(shù)值模擬對鋼管鐵尾礦再生混凝土柱抗震性能的重要影響參數(shù)進行了深入研究,但考慮參數(shù)的變化為單一變量,參數(shù)范圍也較為有限,今后對于不同參數(shù)之間的耦合關系仍需進一步的研究與討論。