非連續連接的拼合鋼柱受力性能試驗研究

李 杰 李 強 孫 浩 張丁然 王滌平

(1．同濟大學建筑工程系，上海200092;2．上海美申環境設施設備有限公司，上海201712)

1 引言

移動箱體建筑是以集裝箱尺寸為模數，在工廠完成建筑和結構建造，便捷運至現場快速裝配施工的一種新型建筑體系。箱體的主體結構由四根立柱和頂底兩層各四根鋼梁組成。同層箱體的裝配會出現兩根、三根或四根箱體柱子拼合的情況。如何將單獨受力的柱子相互結合使其共同受力，借此提高柱子的承載和變形能力是本課題研究的目的。本文通過兩根冷彎方管拼合鋼柱的軸心受壓及偏心受壓試驗，得到拼合鋼柱的破壞模式、截面應變分布規律和基本受力特性。

2 拼合型鋼柱研究現狀

武勝和張素梅［1］應用冷彎Σ形截面構件兩兩組合點焊，形成翼緣對焊箱形組合截面和翼緣疊焊箱形組合截面。采用非線性有限元分析得到了這兩類軸壓構件的變形、屈曲模式和荷載－位移曲線等，計算表明其極限承載力和初始模量大幅提高。

劉向斌和周天華［2］對由C形冷彎薄壁型鋼通過自攻螺釘拼合而成的三肢拼合截面立柱進行了有限元研究，分析結果表明隨長細比增大，拼合立柱軸壓極限承載力降低;螺釘連接間距在一定范圍內對拼合立柱軸壓極限承載力和剛度的影響不大。

聶少鋒和周天華［3］對C形冷彎薄壁型鋼四肢拼合截面立柱的軸壓試件進行數值模擬，提出了冷彎薄壁型鋼四肢拼合截面立柱軸壓承載力的設計方法，并將試驗值與有限元及各規范公式計算值進行了對比。

聶少鋒和周天華［4］對17根由C形和U形冷彎薄壁型鋼拼合箱形截面立柱的軸壓性能進行試驗研究，得到了各試件荷載－位移曲線和破壞特征，并將試驗結果與《冷彎薄壁型鋼結構技術規范》(GB 50018—2002)(以下簡稱《薄壁鋼規》)的“有效寬厚比法”和《北美冷彎薄壁型鋼結構設計規范》(NAS AISI 2007)的“直接強度法”、“有效截面法”的計算結果進行對比分析。

趙一婕和杜兆宇［5］對冷彎薄壁C形鋼四肢組合箱形截面受彎構件進行了承載力試驗及有限元分析，得到構件的破壞模式、極限承載力和荷載－撓度曲線。提出了實用的折減系數法。

周緒紅和李拮［6］對各國有關冷彎薄壁型鋼拼合截面柱的軸壓試驗進行了有限元模擬。分析了構件截面形式、截面尺寸以及長細比對拼合截面柱拼合效應的影響，提出了冷彎薄壁型鋼拼合截面柱軸壓承載力的簡化計算方法。

上述研究的拼合柱截面形式由薄壁Σ形、C形和U形組成，受力形式為軸壓及受彎，對于本文設計的由冷彎薄壁方管組合而成的拼合鋼柱尚未有研究報道。

3 拼合鋼柱試驗研究

3．1 試件設計

拼合柱由兩根120 mm×120 mm×5 mm的冷彎方管組合而成，鋼管材料為Q235。兩根試件編號分別為 C—A—29，C—E—29，其中，C代表柱，A代表軸壓，E代表偏壓，29代表柱高為2．9 m，偏心受壓試驗的偏心距e取65mm，相對偏心率為0．25。鋼柱的材性試驗結果見表1，包括彈性模量E、名義屈服強度fy、極限強度fu、延伸率δ及相應平均值。

表1 材性試驗結果Table 1 The mechanical properties

3．1．1 柱端連接件

移動箱體建筑上下層柱子的連接采用“套管式”連接件，見圖1(a)。安裝時套管分別插入上下層箱體的柱子從而將箱體連成一體。試驗模擬實際情況采用單側套管柱端連接件，安裝時將套管插入柱內，從外側用螺栓擰緊，見圖1(b)。

圖1 柱端連接件圖Fig．1 Connector in the column ends

3．1．2 柱間連接件

本文設計的柱間連接件由四個預先焊接在柱上的階梯型組件和一個工字插件組成。柱間五個連接件沿柱高從上到下依次編號為J1，J2，J3，J4，J5。連接件尺寸及定位見圖2。

階梯型組件三面圍焊于鋼柱上，焊腳尺寸為5mm。連接件的抗剪強度由焊縫或工字形插件腹板抗剪中的較小值控制，計算連接件的抗剪承載力:

Nv——連接件抗剪強度;

βf——正面角焊縫的強度設計值增大系數;

he——角焊縫的計算厚度;

lw——角焊縫的計算長度;

b——工字形插件腹板厚度;

l——工字形插件長度;

fv——鋼材的抗剪強度設計值。

圖2 連接件示意圖及布置圖(單位:mm)Fig．2 Connector between the columns(Unit:mm)

因鋼柱受壓時，剪力分布為支座處剪力最大，柱中截面剪力為零，故支座處連接件間距較小，柱中連接件則可有效抵抗左、右鋼柱的分離趨勢。根據《鋼結構設計規范》(GB 50017—2003)(以下簡稱《鋼規》)5．1．6 條，構件計算剪力為

故選取一半試件進行分析，共計2．5個柱間連接件需承受剪力為

連接件滿足抗剪要求。

3．2 試驗裝置設計

試驗采用單向刀口鉸支座，能沿截面強軸方向轉動。為防止構件的平面外失穩破壞，在柱子上下三分之一高度處各增加兩道側向支撐，見圖4、圖5。

3．3 測點布置

在試件柱中截面和兩端布置位移計，分別用于觀測試件的軸向壓縮位移、試件上下兩端的水平位移和試件柱中截面水平位移。沿試件高度選取四個截面布置應變片，應變片沿柱高豎向黏貼。測點布置位置及應變片布置方式如圖3所示。

由于鐵路線路呈長帶狀，這種GPR探測測線的布設導致每條測線都很長且勘探所獲數據量巨大，與GPR探測配套的專業數據處理與解釋軟件例如常見的RADAN7等，往往需要對每條測線分段進行數據處理和翻漿冒泥病害的人機交互解釋圈定，尤其是各個翻漿冒泥病害區域底界控制點的標定，根本無法按比例尺沿鐵路正線進行狹長帶狀區域翻漿冒泥病害底界深度等值線圖的繪制。有鑒如此，本論文結合RADAN7和Surfer軟件，提出了一種用于GPR勘探的鐵路翻漿冒泥病害底界的等值線圖繪制方法。

3．4 加載方案

3．4．1 軸心受壓柱加載制度

油壓千斤頂加載，在預估極限承載力的50%前每級荷載增量100 kN，在預估極限承載力的50%～80%之間每級荷載增量50 kN，之后每級荷載增量20 kN，在構件臨近破壞時每級荷載增量10 kN直至破壞。

圖3 測點布置圖(單位:mm)Fig．3 Measuring points(Unit:mm)

3．4．2 偏心受壓柱加載制度

在預估極限承載力的50%前每級荷載增量50 kN，在預估極限承載力的50% ～80%之間每級荷載增量20 kN，之后每級荷載增量10 kN直至試件破壞。

3．5 試驗過程

3．5．1 軸心受壓試驗過程

加載初期，連接件位置處的縫隙逐漸變小，柱無彎曲跡象。當荷載加至700 kN時兩柱間縫隙略有變大，柱軸向位移約2．13 mm，柱中 W5和W6位移計平均水平位移約0．49 mm;當荷載加至900 kN時，構件出現整體微小彎曲現象，此時柱軸向位移約 2．88 mm，柱中平均水平位移約1．01 mm，構件表面無局部失穩跡象;最終當荷載加至1 318 kN時，構件發生整體失穩破壞，此時柱子軸向位移約 8．46 mm，平均水平位移約12．64 mm。試件最終破壞位置出現在截面2—2與截面3—3之間，破壞形態為其中右側內凹柱子首先發生局部破壞，進而引起試件整體破壞(圖4)。連接件(包括焊縫)未發生任何破壞，但工字插件在卡槽內被夾緊，后期試件頂部的工字插件J1可以較輕松取出，其余四個均難以取出。

3．5．2 偏心受壓試驗過程

圖4 軸心受壓試驗破壞形態Fig．4 Specimen failure mode under axial compression test

圖5 偏心受壓試驗破壞形態Fig．5 Specimen failure mode under eccentric compression test

3．6試驗結果與分析

3．6．1 荷載－豎向位移曲線

圖6所示為軸壓和偏壓試件的豎向荷載和豎向位移曲線，軸壓豎向位移取W1和W2的平均值，偏壓由于W2失效，故采用W1數據。圖中可見，加載初期，荷載－豎向位移曲線基本呈線性關系，隨著荷載增大，逐漸呈曲線變化，剛度下降;達到極限荷載后，曲線下降，軸向位移迅速增加，試件發生破壞。對比兩條曲線可見軸壓試件承載力高于偏壓試件，前者為后者的1．55倍;軸壓試件的極限變形比偏壓試件小，前者為后者的0．53倍;耗能能力前者為后者的0．921倍。由此可見，隨著偏心距增大，豎向承載力降低，變形能力增加。

圖6 荷載－豎向位移曲線Fig．6 Load-vertical displacement curves

3．6．2 荷載－水平位移曲線

圖7 荷載－水平位移曲線Fig．7 Load-horizontal displacement curves

試件荷載－柱中截面水平位移曲線如圖7所示，軸壓水平位移取W5和W6的平均值，偏壓由于W5失效，故采用W6數據。由圖可見，軸壓柱初始荷載－水平位移曲線沿y軸上升，說明柱子處于較為理想的軸心受壓狀態。當加載到約500 kN時兩曲線產生分離，說明構件產生微小彎曲。隨著荷載的增加，側向位移逐漸增大，曲線表現出極值點失穩的特征。對偏壓柱，起初曲線水平位移不大，當荷載達到100 kN時，柱中截面水平位移突然加大，之后位移發展較快。對比圖中右側兩條曲線可見，偏壓荷載－柱中截面水平位移曲線較為平緩;極限荷載時軸壓試件的柱中截面極限變形比偏壓試件小，前者為后者的0．482倍。對于偏壓柱，由于附加彎矩影響，隨荷載增大，柱中出現明顯的彎曲，當加至極限荷載后，荷載開始緩慢下降，柱中變形則快速發展，試件破壞。

3．6．3 荷載應變關系

將不同荷載作用下，各截面正應變分布情況歸納如表2及表3所示，圖中內側表示受拉，外側表示受壓。

表2 軸心受壓時不同荷載作用下各截面正應變分布情況Table 2 Normal strain distributions under axial compression test

由表2可知，4個截面的應變變化情況大致相同。當荷載為0．30Pu(400 kN)時，圖示4個截面的應變分布基本一致，左右柱截面的應變分布也大致相同;當荷載達到0．46Pu(600 kN)時，4個截面的應變分布仍然差別不大，但試件偏心受力趨于明顯，發生局部失穩的右柱截面應力較左柱截面應力稍大，并出現不均勻增長;當荷載為0．98Pu(1300 kN)時，4個截面左右柱各邊的平均應變為940～4 829 με，除2—2、3—3、4—4 截面處左柱左側腹板平均應變小于屈服應變1 619 με外，其他各邊平均應變均已超過了屈服應變，試件趨于破壞。

由表3可知，1—1截面及4—4截面由于連接件局部剛度突變的緣故，導致截面受力復雜，出現應力集中現象，而2—2截面及3—3截面的應變較符合平截面假定。當荷載為0．35Pu(300 kN)時，4個截面的應變分布基本一致，靠近荷載作用點的右方鋼管截面應變明顯較大;當荷載達到0．59Pu(500 kN)時，4個截面的應變分布仍然差別不大，且試件右柱右側腹板平均應變均未超過屈服應變;當荷載為0．94Pu(800 kN)時，試件4個截面處右柱右側腹板的平均應變(3 085～4 816 με)均已遠遠超過了屈服應變，但試件左柱左側腹板的平均應變(525～1 206 με)仍處于彈性階段，試件趨于破壞。

表3 偏心受壓時不同荷載作用下各截面正應變分布情況Table 3 Normal strain distributions under eccentric compression testing

4 試驗與理論計算對比

將試驗值與《鋼規》、《薄壁鋼規》、《美國國家標準鋼結構規范》(ANSI/AISC 360—10)(以下簡稱《美標鋼規》)的計算值進行對比，本試驗中拼合鋼柱類似于鋼結構規范中填板連接的實腹式構件。PS－1表示《鋼規》中按格構式構件考慮的計算值;PS－2表示《鋼規》中按實腹式構件考慮的計算值;PS－3表示《薄壁鋼規》計算值;PS－4表示《美標鋼規》計算值;屈服強度取平板的屈服強度340MPa;P0表示試驗值;Pu表示全截面達到屈服強度時的承載力。柱子計算長度取“柱長+端板=3 080 mm”，彈性模量按照冷彎轉角面積與平板面積加權平均值計算，計算時冷彎轉角半徑取15 mm，算得轉角總面積為384 mm2，平板總面積1 800 mm2，計算公式如下:

對比結果如表4、表5所示。

表4 軸心受壓試驗與理論計算對比Table 4 The comparison between axial test and theoretical calculations

從表4可看出，全截面達到屈服強度時的承載力較試驗值大20%，說明試件未能發生全截面的強度破壞，而發生了失穩破壞。從不同截面形式的《鋼規》計算結果與試驗值對比來看，拼合鋼柱的軸心受壓試驗值更靠近按填板連接的實腹式構件計算的理論承載力，不同截面的計算值與試驗結果相差分別為3．18%和4．65%，且各規范計算值均偏于不安全;與考慮冷彎效應的《薄壁鋼規》計算值對比，試驗值與規范計算值相差較大，且偏于不安全;與《美標鋼規》計算值對比，二者相差不大，美國規范偏安全。

表5 偏心受壓試驗與理論計算對比Table 5 The comparison between eccentric test and theoretical calculations

從表5可看出，對比不同規范計算結果與試驗值，拼合鋼柱偏心受壓試驗值介于格構式截面計算極限承載力與實腹式截面計算極限承載力之間，盡管拼合鋼柱的結構特點更接近填板連接的實腹式構件，但拼合鋼柱的偏心受壓試驗值更接近按格構式截面計算的理論承載力，計算值與試驗結果均相差不大;與考慮冷彎效應的《薄壁鋼規》計算值對比，試驗值與規范計算值相差較大，且偏于不安全;與《美標鋼規》計算值對比，二者相差不大，美國規范偏安全。

5 結論

冷彎方管拼合鋼柱軸壓及偏壓試驗，得到的主要結論如下:

(1)拼合鋼柱軸心受壓及偏心受壓破壞模式均為先單肢局部失穩，繼而出現整體失穩。因此，拼合鋼柱的極限承載力由穩定條件控制。

(2)軸壓試件承載力高于偏壓試件，前者為后者的1．55倍;軸壓試件的豎向極限變形比偏壓試件小，前者為后者的0．53倍;軸壓試件的柱中截面極限變形比偏壓試件小，前者為后者的0．482倍;耗能能力前者為后者的0．921倍。由此可見，隨著偏心距增大，豎向承載力降低，變形能力增加。

(3)本文設計的連接件能有效抗剪，使截面整體共同工作。在連接件部位，鋼柱會出現剛度突變。

(4)拼合鋼柱軸心受壓極限承載力試驗值接近實腹式截面的理論極限承載力;偏心受壓極限承載力試驗值接近格構式截面的理論極限承載力。

［1］ 武勝，張素梅．冷彎新型箱形組合截面受壓構件性能研究［J］．哈爾濱工業大學學報，2008，40(2):196-202．Wu Sheng，Zhang Sumei．Behaviors of two new kinds of cold-formed box composite section members under axial compression［J］．Journal of Harbin Institute of Technology，2008，40(2):196-202．(in Chinese)

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［3］ 聶少鋒，周天華．冷彎薄壁型鋼四肢拼合立柱軸壓承載力設計方法［J］．土木建筑與環境工程，2011，33(4):20-28．Nie Shaofeng，Zhou Tianhua．Axial bearing capacity design method of cold-formed steel quadruple-c builtup section members［J］．Journal of Cioil，Architecture and Environmcntal Engineering，2011，33(4):20-28．(in Chinese)

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［5］ 趙一婕，杜兆宇．冷彎薄壁型鋼四肢組合受彎構件承載力研究［J］．湖南大學學報，2012，39(11):28-34．Zhao Yijie，Du Zhaoyu．Analysis of the bearing capacity of cold-formed steel quadruple limbs built-up members under flexural loading［J］．Journal of Hunan University(Natural Science)，2012，39(11):28-34．(in Chinese)

［6］ 周緒紅，李拮．冷彎薄壁型鋼拼合截面柱軸壓承載力計算［J］．建筑科學與工程學報，2012，29(4):1-6．Zhou Xuhong，Li Jie．Calculation method for bearing capacity of cold-formed steel built-up columns under axial compression［J］．Journal of Architecture and Civil Engineering，2012，29(4):1-6．(in Chinese)