焊接H形鋼PEC短柱弱軸偏心受壓性能研究

李補拴 趙根田，* 祁德志 胡鰍文

（1.內蒙古科技大學土木工程學院，包頭 014010；2.內蒙古自治區土木工程安全與耐久重點實驗室，包頭 014010）

0 引言

部分包裹混凝土組合柱（Partially Encased Concrete Composite Column，簡稱PEC 柱）承載力高，抗震能力強，它不僅可用于新的多層建筑和高層建筑，而且可用于加固和重建建筑物［1］。

林德慧、陳以一［2］通過有限元模擬對截面高寬比、系桿配置等參數進行分析，提出公式，用于計算平面內分填充鋼混凝土組合柱的結構穩定性。肖錦等［3］通過2根T型組合梁靜力加載試驗，提出了準確實用的T形截面PEC 梁抗彎剛度及承載力計算公式。林沁等［4］通過模擬橢圓形鋼管混凝土短柱，分析其在偏心壓力下的損壞方式。結果表明：直徑厚度比和長短軸比影響結構的軸向能力、最大彎矩和延性；此外，混凝土強度也會影響結構延性。Prickett［5］通過在澆筑高強混凝土時添加鋼纖維，在軸向和偏心荷載中探索PEC 組合柱的抗震性能，提出PEC 柱軸向承載能力會因澆筑高強混凝土時加入鋼纖維得到提升，變形也優于普通混凝土。趙根田等［6］對8 個PEC 柱進行壓力試驗，得到了在含鋼率和焊接系桿距離不同時PEC 短柱偏心受壓基本公式，并提出力的偏心位置在荷載變形曲線中起關鍵作用。Begum［7］發現PEC 高強混凝土組合柱中鋼筋系桿間距、混凝土強度等級以及型鋼翼緣間粘結性能是影響結構整體應力-應變曲線的關鍵。趙根田等［8］對PEC 柱（弱軸）的鋼梁頂部和底部進行連接，試驗不同節點性能并得出結論，安裝不同間距螺栓和不同厚度角鋼對節點的連接能力有重要影響。方有珍等［9］在PEC 柱上進行強軸方向低周往復試驗，當采用新型復合卷邊鋼板時，結構性能受拉結板條間距影響，整體抗震能力較好。王海等［10］以不同算法為參數，對強軸方向布置的部分外包組合柱進行N-M 相關曲線分析，得出EC4 算法對混凝土強度折減較多。

國內外已有關于PEC 柱（強軸）偏心受壓的研究，為了進一步探究PEC 柱（弱軸）的相關性能，在不同翼緣寬厚比和力作用點的條件下進行試驗，研究PEC 柱弱軸方向，結合模擬分析，探求PEC 結構的焊接H 形鋼的抗震性能，并得到其破壞模式、破壞特點和極限承載力，為PEC 結構的實際應用提供理論依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

以層高3.0 m 的框架柱為原型，根據1∶3 比例設計并制造了7 個翼緣寬厚比和力偏心作用點不同的試件，圖1 為PEC 柱細節圖。PEC 試件全長1 000 mm，焊接鋼橫截面為H形，鋼材等級牌號是Q235B。直徑12 mm 的HRB335 鋼筋作為系桿焊接在翼緣內部，鋼筋加密區系桿縱向間距50 mm，非加密區縱向距離100 mm。混凝土強度等級設計為C30，試驗實測混凝土立方體抗壓強度32.5 MPa，詳見表1 中的試件規格和表2 鋼材材性試驗結果。

表2 鋼材力學性能Table 2 Mechanical properties of steel

圖1 試件圖示Fig.1 Specimen details

表1 試件主要參數Table 1 Specimen parameters

1.2 加載裝置及加載制度

試驗在5 000 kN長柱壓力機上進行，柱兩端連接方式為鉸接，簡易刀鉸鏈蓋板大小是320 mm×270 mm×75 mm，U 形槽上放置直徑50 mm 的圓鋼，加載裝置如圖2 所示。在試驗加載初始階段，每次單調靜力遞增值為預算承載力的1/10；當達到估算值65%左右時，分級加荷減小為估算值的1/15。達到極限荷載后，緩慢加載直到試件破壞。

圖2 加載裝置Fig.2 Loading equipments

1.3 測試內容及測量方案

試驗內容主要包括：①PEC 試件混凝土開裂荷載以及各部件破壞模式，包括受拉受壓區混凝土以及鋼材；②PEC 柱的極限承載力；③柱跨中應變，包括H 形鋼截面、橫向系桿和混凝土；④PEC柱荷載和跨中撓度相關性。如圖3所示將多組應變片和位移計按圖示點位布置。編號A應變片依次測量系桿、翼緣應變，編號B應變片負責檢測混凝土變化。

圖3 測點布置Fig.3 Measure sets arrangement

2 試驗過程及試件破壞模式

結果表明，所有試件在受力破壞的每個階段中都有類似的失效特征。在初期階段，鋼材和混凝土正常彈性工作，試件沒有可見變形。隨荷載值增加，彎曲變形現象開始在試件中出現，同時能觀測到數條細小并逐漸延長的橫向裂縫位于受拉側混凝土表面。在極限荷載時，試件混凝土開始剝落，大部分位于中部受壓區表層，明顯的局部變形仍沒有在翼緣發生。極限荷載后，受壓、受拉區混凝土分別出現裂縫加寬和表層混凝土嚴重脫落的現象，同時朝向外側的屈曲變形受壓側翼緣出現，試件承載能力出現下降趨勢。各試件最終破壞形態如圖4所示。

圖4 各試件破壞形態Fig.4 Failure mode of PEC columns

例如PEC1 的初始階段變形很小，當荷載值達到150 kN，細小裂縫出現在混凝土受拉區。隨著荷載逐漸增加至700 kN，裂縫迅速發展（圖5（a））。當達到極限荷載值，也就是1 050 kN后，如圖5（b）型鋼向外微微屈曲，受壓區混凝土開始脫落。隨承載力下降至荷載為810 kN 時，如圖5（c）內部混凝土大量剝離，翼緣變形加劇。直至承載力降低為500 kN，試驗宣告結束。

圖5 試件PEC1破壞形態Fig.5 Failure mode of PEC1

3 試驗結果及分析

3.1 荷載-撓度曲線

觀察表3 混凝土裂縫和極限荷載時關于荷載和撓度的試驗結果。觀察圖6 荷載撓度曲線可看出，當其余參數不改變時，僅增加荷載偏心距或減小翼緣寬厚比時，試件跨中撓度均增大。

表3 試驗結果Table 3 Test results

圖6 各試件荷載-撓度曲線Fig.6 Load-deflection curves with different eccentricities

分析表3可知：

（1）僅減小力的偏心距，PEC 柱在其余參數不變時極限承載力提高。對比PEC-4 和PEC-1、PEC-5 和PEC-2、PEC-6 和PEC-3 可知，當荷載偏心距從60減小到40時，試件的極限荷載分別提高了28.0%、21.9%和32.5%，相反跨中撓度分別減少了36.7%、30.6%以及15.8%。

（2）僅減小翼緣寬厚比，PEC 柱在其余參數不變時極限承載力增大。對比PEC-1 和PEC-2、PEC-4和PEC-5可知，當試件的翼緣寬厚比從16.4減小到12.1 時，試件的極限荷載分別增加了21.9%和28.0%，而跨中撓度分別增加了15.8%和18.7%；對比PEC-2 和PEC-3、PEC-5 和PEC-6 可知，當試件的翼緣寬厚比發生改變，從12.1減小到9.7時，兩組對照組的極限荷載和跨中撓度均有增加，數值表現為16.0%和6.7%、22.4%和0.9%。

3.2 H形鋼翼緣截面應變分析

各PEC 試件中部翼緣截面荷載-應變曲線如圖7 所示。加載初期，試件翼緣應變較小呈線性緩慢發展。隨偏心荷載增大，應變變化速度逐漸加快。當加載至極限荷載1 050 kN 時，受壓側翼緣應變迅速增加。對于所有構件，加荷初期A3與A10點、A5與A6點的縱向應變基本一致。達到極限荷載時，所有試件的A5、A6 點均受拉，A3、A10受壓應變較大。位于A3 和A10 點翼緣屈曲變形后導致兩側點應變出現較大差異。而后位于測點處的混凝土被壓碎。

圖7 H形鋼翼緣荷載-縱向應變曲線Fig.7 Load-longitudinal strain curves of H-shaped steel flange

橫向系桿荷載-縱向應變曲線見圖8，各試件橫向系桿在極限荷載時的縱向應變見表4。

圖8 橫向系桿荷載-縱向應變曲線Fig.8 Load-longitudinal strain curves of transverse tie rods

表4 橫向系桿在極限荷載時的縱向應變Table 4 Longitudinal strain of transverse tie rods under ultimate load

觀察表4 中位于系桿上的A1、A2 點，在達到1 050 kN 即極限荷載后處于受拉狀態。保持翼緣寬度不變，增加翼緣寬厚比時，系桿在荷載作用點不改變時應變減小。通過將前三組試件依次兩兩做對比可知，A1 點、A2 點系桿應變當翼緣寬厚比減小后分別增加6.1%、6.7%和11.7%、9.5%。對比PEC4 和PEC5、PEC5 和PEC6，隨著翼緣寬厚比減小，A1 點系桿應變增加17.5%、15.9%，A2 點系桿應變增加38.1%、17.1%；僅減小力的偏心距，系桿在相同翼緣寬厚比時所受應變更小。對比PEC1 和PEC4、PEC2 和PEC5、PEC3 和PEC6，當荷載偏心距增大時，A1 點系桿縱向應變分別減少22.3%、14.1%、7%，A2 點系桿縱向應變分別減少27.5%、10.4%、4.2%。系桿與柱翼緣和腹板共同作用下混凝土塑性提高，受壓區混凝土不易發生脆性破壞。極限壓應變下除PEC4外系桿均已屈服。

由圖8 可知，中部系桿應力變化在達到試件極限荷載前均不明顯，縱向應變隨荷載線性變化。位于表層的混凝土在達到試件極限荷載后開始脫落，擴張的縱向應變在翼緣屈曲變形中迅速發展。施加在混凝土上的約束因穩定的翼緣變形逐漸增強，隨之系桿應變增大。因此，可知將橫向系桿焊接在柱翼緣可以使混凝土性能和翼緣屈曲承載力有效提高。

4 有限元分析

4.1 有限元模型

在本文試驗的基礎上利用ABAQUS 軟件建立了10 個有限元模型，其中PEC-8、PEC-9、PEC-10為拓展模型，仍取相同的1 000 mm 作為模擬件的長度，60 mm 作為力偏心距，橫向系桿直徑取12 mm，表5羅列了其余參數。

表5 擴展模擬試件參數Table 5 Extended simulation of specimen parameters

4.2 材料屬性及本構關系

4.2.1 鋼材的本構關系

將材性試驗實測數據，包括鋼材屈服、極限強度以及泊松比用于有限元模擬分析中，采用Von Mises屈服準則，鋼材本構關系如式（1）。

式中：E為鋼材彈性模量；?y為屈服強度。

4.2.2 混凝土的本構關系

混凝土采用Hognestad 的應力應變模型［11］，見式（2）：

式中：?c為立方體極限抗壓強度；ε0為峰值應力時的應變，取0.002；εcu為極限壓應變，取值為0.003 8。

4.3 結果分析

表6 中數值為模擬與試驗結果。圖9 曲線為對比部分試件的模擬與試驗荷載位移。

表6 試驗模擬結果對比Table 6 Comparison of simulation and test results

圖9 模擬與試驗結果對比Fig.9 Comparison of simulation and test results

由圖表可看出，相較于試驗而言，模擬試驗結果中荷載最大值的波動幅度在0.93～1.05。由于在有限元模擬分析中，各個部件接觸均以理想狀態建立，此外試件的加工安裝均存在誤差，試驗中試件也會發生輕微扭轉，這些都是導致模擬試驗誤差的原因。但從整體來看，有限元模擬和試驗結果相近，證明模擬較為可靠。

圖10 PEC破壞形態Fig.10 Failure mode of PEC columns

4.4 試件破壞形態

模擬結果顯示試件的變形狀態仍是中部型鋼翼緣屈曲，與PEC-4、PEC-6的破壞模式類似。有限元模擬結果見表7。根據圖11模擬結果顯示：分別對比PEC-4、PEC-8及PEC-6、PEC-9，改變混凝土強度從C30 變化到C40，試件承載力提高，數值分別為5.14%和11.65%，破壞位移減小，數值分別為0.5 mm、5.41 mm，結果表明，混凝土強度增加影響承載力和破壞位移，導致更強承載力和更小破壞位移。此外，隨著混凝土強度的增加，翼緣寬厚比大的試件相比于翼緣寬厚比較小的試件承載力提高的速度更快，但破壞位移減小的速度較慢。對比PEC-9、PEC-10，保持其余參數不變，將混凝土強度等級從C40提升到C50，試件的極限承載力降低6.14%，破壞位移減小0.75 mm。說明單純提高混凝土強度等級并不能有效提高試件的承載能力，反而會降低其變形性能，究其原因主要為試件進入彈塑性工作階段后，Q235鋼對C50等級混凝土約束效應不足所致，表明C40強度等級混凝土較C50強度等級混凝土相比，與Q235鋼的匹配度更高，可充分發揮鋼材與混凝土在受力性能方面各自的優勢。

表7 拓展模擬結果Table 7 Expanded simulation results

圖11 模擬結果對比Fig.11 Comparison of simulation results

5 結論

有關PEC 短柱，通過弱軸偏心壓力試驗和有限元參數分析，得到以下結論：

（1）試件的破壞形態相似：翼緣局部屈曲變形現象在極限荷載前未出現，同時試件的受壓區表面混凝土出現裂紋。表層混凝土開裂現象在極限荷載時首次出現于試件中部；試件中部受拉、受壓區混凝土在極限荷載過后分別出現多條裂縫以及表層混凝土脫落的現象；與此同時位于系桿與型鋼之間的焊縫在此階段斷裂，靠近焊縫的翼緣部分變形屈曲。

（2）翼緣寬厚比和荷載偏心距影響PEC 柱承載力，總體均呈現負相關。當僅翼緣寬厚比變化，由16.4 減小為12.1，試件的極限承載力提高了21.9%，由12.1 減小到9.7 時，試件的極限承載力提高了16.0%；當僅力偏心距變化，由80 mm 減小為60 mm，由60 mm 減小為40 mm 時，試件的極限承載力均有不同程度提高，數值上分別為10.9%和32.6%。

（3）混凝土強度等級為C30和C40時，在搭配Q235 型鋼后，強度等級與試件承載力呈正相關，翼緣寬厚比為16.4和9.7的試件承載力均有提高，數值分別為5.14%和11.65%，混凝土強度等級對翼緣寬厚比較小試件承載力影響更明顯。混凝土強度等級為C50，在搭配Q235 型鋼后，強度等級與PEC 柱承載力呈負相關，相較搭配C40 混凝土時承載力反而降低，數值為6.14%。Q235 鋼適宜采用C30和C40強度等級混凝土。

（4）當含鋼率不變，混凝土強度等級高于C40后，提高混凝土強度等級對試件承載力提升沒有幫助，建議改變試件含鋼率，尋求含鋼率和混凝土強度等級的相關性。