周天華，余吉鵬，李亞鵬，張 鈺

(長安大學建筑工程學院，西安710061)

工程應用中，根據建筑設計或使用功能的需要，常要求梁表面與柱面平齊，導致梁、柱軸線不重合，從而形成梁柱偏心連接節(jié)點[1](圖1)。

圖1 梁柱偏心節(jié)點Fig.1 Beam-column eccentric connection

對于型鋼混凝土結構，為滿足型鋼混凝土柱與型鋼混凝土梁偏心設置的要求，常將型鋼混凝土柱中型鋼非對稱配置[2?4]，非對稱型鋼的常見配置形式如圖2所示。

圖2 非對稱配鋼組合柱Fig.2 Composite column with unsymmetrical steel section

國內外對配置對稱型鋼混凝土柱的軸壓[5?6]、偏壓[7 ? 8]和抗震性能[9? 10]進行了系統(tǒng)研究，形成了較為成熟的設計計算理論和構造措施。而對于配置非對稱型鋼混凝土柱，王秋維等[11]通過理論分析，建立了配置T 形型鋼的組合柱正截面承載力計算方法。曲哲等[12]采用疊加法，提出配置非對稱型鋼組合柱正截面承載力簡化計算方法。曾磊等[13?14]對配置T形和L 形型鋼的組合柱抗震性能進行研究，結果表明，滯回曲線出現(xiàn)正負不對稱現(xiàn)象。Roik 等[15]根據歐洲規(guī)范4，建立了非對稱型鋼混凝土柱壓彎承載力計算方法。Cheng 等[3]對配置T形型鋼的組合柱抗震性能進行試驗研究，研究表明，T 形配鋼對組合柱破壞模式和滯回性能影響較大。Nishimura 等[16]研究了加載方向對配置T 形型鋼的組合柱抗震性能的影響，結果表明，加載角度對該組合柱抗彎承載力影響顯著。綜上可知，型鋼非對稱配置對組合柱受力性能影響較大，現(xiàn)有關于配置對稱型鋼混凝土柱的研究成果無法直接應用到配置非對稱型鋼混凝土柱中；同時現(xiàn)有研究主要集中在配置T形、L 形型鋼混凝土邊柱和角柱受力性能，對于圖2(c)所示的單軸對稱十字型鋼混凝土中柱受力性能的相關研究尚未見報道，我國規(guī)范JGJ 138?2016[17]和YB 9082?2006[18]也無該組合柱相關設計計算內容。

本文設計了9個單軸對稱十字型鋼混凝土短柱試件，通過軸心受壓試驗，考察其破壞特征及軸壓性能，在分析其受力機理的基礎上，根據箍筋和型鋼對混凝土約束作用的不同，將組合柱截面混凝土劃分不同的約束區(qū)，基于Mander 本構模型[19]，提出該組合柱軸壓承載力計算方法，為該組合柱的后續(xù)研究和工程應用提供參考。

1 試驗概況

1.1 試件設計與制作

試驗設計了9 個單軸對稱十字型鋼混凝土短柱試件，截面尺寸為450 mm×300 mm，柱高900 mm，型鋼為Q235鋼板焊接，箍筋和拉筋為 12的鋼筋，縱筋為 16的鋼筋，配筋率為2.08%。試件構造及配筋見圖3。試件參數為十字型鋼偏心率、混凝土強度、含鋼率和箍筋配箍率，參數的選取滿足《組合結構設計規(guī)范》(JGJ 138?2016)[17]中相關規(guī)定，同時，含鋼率取值范圍在5%～8%，型鋼和混凝土材料強度組合基本按實際工程常用取值設計[20?21]。試件參數設置見表1。

圖3 試件截面尺寸及構造Fig.3 Dimensionsand detailsof specimen

表1 試件參數Table 1 Design parameters of specimens

1.2 試件材性

鋼材和混凝土力學性能根據標準試驗方法測量，實測結果見表2和表3所示。

表2 鋼板與鋼筋材性試驗結果Table 2 Material properties of steel plates and steel bars

表3 混凝土力學性能Table 3 Mechanical propertiesof concrete

1.3 截面物理形心位置確定

為實現(xiàn)單軸對稱十字型鋼混凝土柱軸心受力，需要確定不同組合柱試件截面物理形心位置，由于試件中配置的型鋼截面非對稱，且鋼材和混凝土彈性模量和強度均不相同，本文采用文獻[15]給出的強度換算截面法計算該組合柱截面物理形心位置。

為便于分析，建立圖4所示坐標系，設Oa為縱向H 型鋼截面對稱軸，Oc為組合柱截面幾何形心軸，Om為組合柱截面物理形心軸[18]，定義縱向H 型鋼截面對稱軸Oa偏離組合柱截面幾何形心軸Oc的距離為十字型鋼偏心距ea，則十字型鋼偏心率為十字型鋼偏心距ea與十字型鋼偏心方向組合柱截面高度h的比值。(xm,ym)為組合柱截面物理形心om的坐標，由于型鋼為單軸對稱截面，組合柱截面物理形心到x軸距離均為150 mm，截面物理形心到y(tǒng)軸距離xm按下式計算[15]：

式中：Ac、As和Aa分別為混凝土、鋼筋和型鋼截面面積；xc、xs和xa分別為混凝土、縱筋和型鋼截面形心到y(tǒng)軸的距離；fco為圓柱體抗壓強度；fsr和fya分別為鋼筋和型鋼屈服強度。根據材性試驗結果，計算不同試件截面物理形心位置，結果見表1。

圖4 組合柱的截面特征Fig.4 Section feature of composite column

1.4 加載裝置與制度

試驗在陜西省混凝土結構安全與耐久性重點實驗室30000 kN壓力試驗機上進行，試驗機加載端底部設置了球鉸，頂部為固定端[22]，加載裝置見圖5。

圖5 加載裝置Fig.5 Test setup

正式加載前，首先，將加載中心和計算的試件截面物理形心對中；然后，施加預計峰值荷載的20%，進行物理對中，確保試件軸心受力。在試件端部安裝夾具，避免試件局部受壓破壞。正式加載時，采用位移控制加載，加載速率為0.3 mm/min，當荷載下降到峰值荷載的60%，停止試驗[5]。

1.5 測點布置與量測內容

位移計按圖6(a)布置，其中，位移計D1、D2量測試件加載端豎向位移值；位移計D3、D4測試試件固定端豎向位移值。

圖6 測點布置Fig.6 Measuring pointsarrangement

按圖6(b)所示，在試件中間截面布置縱向應變片，以監(jiān)測試件在加載過程中型鋼、縱筋和混凝土應變變化情況；在箍筋和型鋼翼緣根部布置橫向應變片，以監(jiān)測混凝土受壓膨脹引起的箍筋和翼緣橫向變形。

2 試驗結果及分析

2.1 試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)

2.1.1試件SRC-1

試件SRC-1的十字型鋼偏心率為0，其破壞現(xiàn)象及特征如下：

1)加載初期，試件處在彈性階段，試件表面無明顯變化。

2)當荷載達到0.4Nm(Nm為峰值荷載)左右時，柱上端出現(xiàn)微裂縫，荷載上升，裂縫發(fā)展緩慢。

3)加載至0.8Nm左右時，型鋼屈服，箍筋應變發(fā)展較快，試件表面出現(xiàn)多條平行于受力方向的微裂縫。

4)荷載增加至0.9Nm左右時，縱筋屈服，試件表面縱向裂縫逐漸貫通，形成多條縱向劈裂裂縫，角部混凝土開始輕微剝落，試件達到峰值荷載(圖7(a))。

圖7 試件SRC-1破壞形態(tài)Fig.7 Failure mode of specimen SRC-1

5)繼續(xù)加載，混凝土不斷剝落，荷載緩慢下降，當荷載下降至峰值荷載的60%，停止試驗，試件最終破壞形態(tài)見圖7(b)。除出試件表面混凝土，發(fā)現(xiàn)試件中間截面縱筋被壓屈(圖7(c))，然后除去型鋼外圍混凝土，觀察到型鋼翼緣在混凝土壓潰處出現(xiàn)輕微壓屈(圖7(d))。

試件SRC-1主要破壞特征為試件中間截面混凝土壓潰、剝落，縱筋和型鋼翼緣在混凝土壓潰處發(fā)生局部屈曲，試件總體破壞較為均勻。

2.1.2試件SRC-2～SRC-9

試件SRC-2～SRC-9配置的十字型鋼存在偏心，上述試件破壞過程及特征較為相似，以SRC-3為例，描述其破壞現(xiàn)象及特征如下：

1)加載初期，試件SRC-3與SRC-1的試驗現(xiàn)象無明顯區(qū)別。

2)加載至0.8Nm附近，試件上端出現(xiàn)多條縱向裂縫，大部分裂縫集中在縱向H型鋼偏心方向的遠側，荷載繼續(xù)增加，縱向裂縫不斷向試件底部延伸。

3)當荷載增加到0.9Nm左右時，型鋼偏心方向遠側縱向裂縫開始貫通，縱向H 型鋼偏心方向裂縫發(fā)展緩慢，繼續(xù)加載，試件縱向H 型鋼偏心方向遠側角部混凝土開始剝落，試件達到峰值荷載(圖8(a))。

4)繼續(xù)加載，縱向H 型鋼偏心方向遠側混凝土大面積剝落，荷載下降速率較快，當荷載下降到峰值荷載的70%左右，荷載下降速率變慢，試件最終破壞形態(tài)見圖8(b)。試驗結束后，發(fā)現(xiàn)型鋼偏心方向遠側縱筋明顯屈曲(圖8(c))，縱向H 型鋼偏心方向遠側翼緣在混凝土壓碎處出現(xiàn)局部屈曲(圖8(d))。

圖8 試件SRC-3破壞形態(tài)Fig.8 Failure mode of specimen SRC-3

試件SRC-3主要破壞特征為十字型鋼偏心方向遠側混凝土破壞嚴重，混凝土壓潰處縱筋和型鋼翼緣壓屈，試件破壞主要集中在縱向H 型鋼偏心方向的遠側。

2.2 荷載-變形曲線

單軸對稱十字型鋼混凝土柱試件典型荷載-變形(N-Δ)曲線見圖9，將其分成以下4個階段：

1)彈性階段(OA段)：荷載-變形曲線呈線性發(fā)展，型鋼和箍筋對混凝土無約束作用。

2)彈塑性階段(AB段)：荷載上升，型鋼和縱筋相繼屈服，混凝土不斷開裂，橫向變形增長速率變大，型鋼和箍筋對混凝土約束作用不斷增大，曲線斜率逐漸減小，最終試件達到峰值荷載。

3)下降階段(BC段)：繼續(xù)加載，縱向H型鋼偏心方向遠側混凝土不斷剝落，該處縱筋開始壓屈，型鋼對混凝土的約束作用減弱，荷載下降速率較快。

4)軟化階段(CD段)，當荷載下降到Nr(殘余荷載Nr約為峰值荷載的70%)，荷載下降速率變慢，加載后期，荷載主要由型鋼及其內部混凝土承擔。

圖9 典型荷載-變形(N-Δ)曲線Fig.9 Typical load-deformation curve

2.3 應變分析

試件SRC-2～SRC-9應變變化規(guī)律相似，以試件SRC-3為例，與試件SRC-1各部分應變發(fā)展規(guī)律進行比較。

2.3.1混凝土應變

圖10為不同級別軸壓荷載作用下，試件中間截面不同位置混凝土應變分布曲線。

由圖10可知，加載過程中，試件SRC-1不同位置混凝土應變增長速率基本相同，達到Nm時，不同位置混凝土應變基本相同，約為3200με。

與試件SRC-1不同的是，試件SRC-3達到0.8Nm后，混凝土(應變片H-3)應變?yōu)?095με，荷載增加，應變基本保持不變；荷載達到Nm時，應變片H-1和H-2應變均達到3300με左右，出現(xiàn)這種現(xiàn)象的原因是，十字型鋼偏心方向遠側混凝土裂縫發(fā)展較為迅速，當試件表面混凝土起皮壓酥(圖8(a))，應變片H-3失效。

圖10 混凝土應變分布曲線Fig.10 Axial strain distribution curvesof concrete

2.3.2型鋼和縱筋應變

軸壓荷載作用下，不同位置型鋼和縱筋應變分布曲線，見圖11。

由圖11可知，加載前期，試件SRC-1型鋼和縱筋應變增長速率基本相同，說明型鋼、縱筋和混凝土粘結較好；荷載達到0.8Nm時，型鋼翼緣和腹板應變大致相等，約為1900με，型鋼翼緣和腹板均達到屈服；荷載達到0.9Nm時，縱筋應變(應變片Z-1)為2822με，繼續(xù)加載，縱筋(應變片Z-3)達到屈服，說明型鋼和縱筋的材料性能充分發(fā)揮。

對試件SRC-3，當荷載達到0.8Nm，型鋼和縱筋應變增長速率加快，但不同位置應變增長速率不同。應變增長速率沿著型鋼偏心方向依次遞減，隨著荷載增加，這種趨勢越明顯。當荷載達到Nm時，縱筋應變片Z-3為10991με，遠高于縱筋應變片Z-1為2533με，但縱筋應變片Z-1仍達到屈服。

圖11 型鋼和縱筋應變分布曲線Fig.11 Axial strain distribution curvesof steel section and longitudinal bar

2.3.3箍筋應變

軸壓荷載作用下，不同受力階段試件箍筋應變分布曲線見圖12。

由圖可知，加載前期，SRC-1箍筋應變上升緩慢，箍筋基本不產生約束作用；荷載達到0.6Nm，箍筋應變增長速率加快，且長邊方向應變(應變片G-2)增長速率高于短邊方向(應變片G-1和G-3)應變，長邊方向應變(應變片G-2)先達到屈服；荷載達到Nm時，短邊方向箍筋應變(應變片G-1和G-3)大致相等，約為2400με，均達到屈服應變。

與試件SRC-1不同的是，試件SRC-3荷載達到0.9Nm時，型鋼偏心方向遠側箍筋(G-3)應變?yōu)?184με，型鋼偏心方向近側箍筋應變(應變片G-1)為657με，箍筋應變(應變片G-3)增長速率高于應變(應變片G-1)，原因是縱向H 型鋼偏心方向型鋼對混凝土的約束作用較強，混凝土橫向變形相對較小。

圖12 箍筋應變分布曲線Fig.12 Strain distribution curvesof stirrup

2.4 試件受力機理分析

綜合上述試驗現(xiàn)象和應變變化規(guī)律，對該組合柱軸壓受力機理進行分析。

軸壓荷載作用下，由于泊松效應，箍筋和型鋼對混凝土產生約束力，根據Mander 本構模型[19]，約束應力以拱的形式作用在混凝土上，根據箍筋和型鋼約束作用的不同，將組合柱截面分成箍筋非有效約束區(qū)、箍筋有效約束區(qū)和復合約束區(qū)，見圖13。其中，箍筋有效約束區(qū)僅受箍筋約束作用，復合約束區(qū)受箍筋和型鋼的雙重約束作用。

圖13 截面約束示意圖Fig.13 Confined concrete of cross section

加載初期，試件處于彈性階段，型鋼和箍筋對混凝土無約束作用；荷載增加，混凝土裂縫不斷發(fā)展，型鋼進入彈塑性階段，混凝土泊松比νc超過型鋼泊松比νs，型鋼和箍筋逐漸對混凝土產生約束力。

為研究單軸對稱十字型鋼對其內部混凝土的約束作用，取單軸對稱十字型鋼混凝土芯柱1/4截面進行分析，見圖14。

圖14 型鋼混凝土芯柱截面示意圖Fig.14 Cross section of composite core column

其中，A1區(qū)域混凝土受型鋼的側向約束應力實際分布情況[5,23]見圖15(a)，約束應力主要分布在翼緣和腹板、腹板和腹板相交處。為簡化分析，參考文獻[23 ?24]提出的型鋼約束應力簡化分布形式，將分布在AG和ED邊較小的約束應力忽略，同時將型鋼側向約束應力簡化為均勻分布，見圖15(b)。

圖15 側向約束應力分布Fig.15 Distribution of lateral confining stress

根據圖15(b)型鋼約束混凝土的簡化約束狀態(tài)，將型鋼混凝土芯柱截面劃分成型鋼強約束混凝土、型鋼弱約束混凝土和型鋼無約束混凝土[23]，見圖16。其中，型鋼強約束混凝土(I區(qū))受型鋼x、y向雙向約束應力，型鋼弱約束混凝土(II區(qū)、III區(qū)和IV 區(qū))僅受型鋼x或y向單向約束應力，型鋼無約束區(qū)(V 區(qū))不受型鋼的約束作用。

圖16 單軸對稱十字型鋼混凝土芯柱截面區(qū)域劃分Fig.16 Region for SRCcore column with monosymmetric cross-shaped steel

荷載增加，混凝土橫向變形增大，但由于型鋼約束應力分布不均勻，型鋼弱約束混凝土(II區(qū))受到的約束作用相對較弱，該區(qū)混凝土橫向變形增長較快，縱向H 型鋼偏心方向遠側混凝土裂縫發(fā)展較為迅速(圖8(a))；當荷載達到0.8Nm，型鋼和箍筋開始屈服，型鋼偏心方向遠側混凝土損傷加劇，該方向型鋼翼緣和縱筋應變增長速率加快，試件截面受力不均勻，應力重分布，損傷向縱向H型鋼偏心方向發(fā)展；當型鋼翼緣根部由于混凝土膨脹變形受拉屈服，試件達到Nm；此后，雖然型鋼開始發(fā)生強化，但由于混凝土強度退化速度較快，縱筋開始壓屈，荷載逐漸下降。

3 參數分析

表4 給出了試件荷載-變形曲線各特征點荷載N、位移Δ和延性系數μ。表中屈服點采用等量法確定，屈服點位移為Δy，取荷載下降到峰值荷載Nm的85%作為試件的破壞點，相應位移為極限位移Δu，位移延性系數μ為[25]：

表4 試件特征荷載及位移Table 4 Loadsand displacementsof characteristic points

3.1 十字型鋼偏心率的影響

不同十字型鋼偏心率試件荷載-變形曲線比較見圖17。

由圖17和表4可知，增加十字型鋼偏心率，對試件初始軸向剛度影響較小，對其峰值后變形能力影響較大，試件SRC-1、SRC-2和SRC-3十字型鋼偏心率分別為0、0.11和0.22，試件SRC-3相比于SRC-1軸壓承載力下降了5.18%，延性系數下降了27.16%，可見，十字型鋼偏心率增大對試件軸壓承載力和延性產生不利影響，由于縱向H 型鋼偏心，導致型鋼約束應力分布不均勻，達到Nm后，縱向H 型鋼偏心方向遠側混凝土先壓潰，截面受力不均勻，荷載迅速下降，變形能力顯著降低。

圖17 十字型鋼偏心率對試件荷載-變形曲線影響Fig.17 Load-deformation curvesof specimens with different cross-shaped steel eccentricity ratio

3.2 混凝土強度的影響

不同混凝土強度試件荷載-變形曲線比較見圖18。

圖18 混凝土強度對試件荷載-變形曲線影響Fig.18 Load-deformation curves of specimens with different concrete strength

由圖18和表4可知，混凝土強度從35.8 MPa增加到51.5 MPa，試件初始軸向剛度略有提高，軸壓承載力提高了24.83%，延性系數下降了38.54%，說明混凝土強度對組合柱軸壓性能影響顯著，因為混凝土強度越高，脆性越明顯，泊松效應越不顯著，試件破壞越突然，后期變形能力越差[26]。

3.3 含鋼率的影響

不同含鋼率試件荷載-變形曲線比較見圖19。

由圖19和表4可知，相對于試件SRC-2，試件SRC-6和SRC-7的含鋼率分別增加了1.19%和1.86%，試件軸壓承載力分別提高了3.77%和6.03%，延性系數分別上升了5.65%和7.83%。說明組合柱含鋼率越高，軸壓承載力越高，變形能力越好。原因是，鋼材自身強度高，塑性變形能力好，增加鋼材用量，提高了塑性材料在組合柱中的比例；增加翼緣厚度，增強其對混凝土的約束作用，改善混凝土的強度和變形能力。

圖19 含鋼率對試件荷載-變形曲線影響Fig.19 Load-deformation curves of specimens with different steel ratio

3.4 配箍率的影響

不同配箍率試件荷載-變形曲線比較見圖20。

由圖20可知，配箍率下降，對試件初始軸向剛度影響不大，相比于試件SRC-8，試件SRC-2和SRC-9的軸壓承載力分別下降了3.0%和9.74%，延性系數分別下降了16.67%和34.06%?？梢?，配箍率對組合柱軸壓性能影響顯著，配箍率提高，箍筋對混凝土的約束作用增強，混凝土強度和變形能力提高。

圖20 配箍率對試件荷載-變形曲線影響Fig.20 Load-deformation curves of specimens with different volume-stirrup ratio

4 軸壓承載力計算

由試驗結果可知，試件在受力過程中型鋼和混凝土粘結較好，故可將組合柱各部分承擔的軸力疊加[5,25]，得到該組合柱軸壓承載力。

根據圖13對組合柱截面混凝土約束區(qū)的劃分，將該組合柱軸壓承載力Nc分成5部分：箍筋非有效約束區(qū)混凝土承擔的軸力N1；箍筋有效約束區(qū)混凝土承擔的軸力N2；復合約束區(qū)混凝土承擔的軸力N3；縱筋承擔的軸力Ns；型鋼承擔的軸力Na。則組合柱軸壓承載力為：

4.1 N1計算

箍筋非有效約束區(qū)混凝土提供的承載力為：

式中，A1為非有效約束區(qū)混凝土面積。

4.2 N2 計算

圖21 矩形截面約束混凝土強度計算Fig.21 Strength calculation for confined concrete with rectangular cross section

式中，A2為箍筋有效約束區(qū)混凝土面積。

4.3 N3計算

文獻[24,27]討論了型鋼混凝土柱的約束機理，認為復合約束區(qū)混凝土所受的約束作用是箍筋和型鋼約束作用的線性疊加。

在計算型鋼有效側向約束應力時，根據圖15(b)，將型鋼側向約束應力簡化為均勻分布，同時將翼緣外伸段看成懸臂梁，達到峰值荷載時，認為翼緣根部屈服[23?24]，翼緣根部截面內力抵抗彎矩與外力矩相平衡，見圖22。

圖22 翼緣應力狀態(tài)Fig.22 Stress state of the flange

式中：fle,sx1和fle,sy1分別為型鋼強約束混凝土(I區(qū))受到x和y向的型鋼有效側向約束應力；flhx1和flhy1分別為型鋼強約束混凝土(I 區(qū))在x和y向受到的復合有效側向約束應力。由式(21)和式(22)計算出flhx1和flhy1，查圖21[19]可得復合約束區(qū)(I區(qū))約束混凝土強度fc′c2。

同理，根據型鋼弱約束混凝土(II 區(qū)、III區(qū)和IV 區(qū))不同的約束狀態(tài)，將箍筋和型鋼x和y方向不同有效側向約束應力疊加，得到不同復合約束混凝土強度，根據式(5)～式(10)，得到各約束區(qū)混凝土本構關系，見圖23。

則復合約束區(qū)混凝土承擔的軸力為：

圖23 不同約束區(qū)混凝土本構關系Fig.23 Constitutive relationsof concrete indifferent confined areas

4.4 N s計算

縱筋提供的承載力為：

4.5 N a 計算

型鋼提供的承載力為：

式中：fyw為腹板屈服強度；Af和Aw分別為翼緣和腹板的截面面積。

綜上，將上述5部分承載力疊加，得到該組合柱軸壓承載力計算公式為：

4.6 計算式退化

當十字型鋼對稱配置時，根據圖15(b)型鋼約束混凝土簡化約束狀態(tài)，十字型鋼混凝土柱截面約束區(qū)劃分見圖24。其中，型鋼無約束區(qū)不受型鋼的約束作用，僅受箍筋的約束作用，故將型鋼無約束區(qū)與箍筋有效約束區(qū)合并。

圖24 十字型鋼混凝土柱截面劃分Fig.24 Region for SRCcolumn with cross-shaped steel

由于該組合柱十字型鋼對稱配置，型鋼弱約束區(qū)(II區(qū)、III區(qū)和IV 區(qū))混凝土強度相等，則該組合柱軸壓承載力計算公式可由式(26)退化為：

5 試驗結果驗證

5.1 各國規(guī)范驗證

目前，中國JGJ 138?2016規(guī)范[17]、歐洲EC4規(guī)范[28]和美國ACI318?14規(guī)范[29]給出了型鋼混凝土柱軸壓承載力計算公式，但均未涉及單軸對稱十字型鋼混凝土柱?，F(xiàn)結合本文研究，驗證上述規(guī)范是否能夠直接用于單軸對稱十字型鋼混凝土柱。

采用上述規(guī)范計算時，材料強度采用實測值，計算結果見表5。

由表5可知，試驗值與中國JGJ 138?2016規(guī)范、歐洲EC4規(guī)范和美國ACI 318?14規(guī)范計算值的比值均值分別為1.41、1.26 和1.49，變異系數分別為0.035、0.035和0.034，說明上述規(guī)范計算結果均偏于保守，且無法考慮十字型鋼偏心對該組合柱軸壓承載力的影響，原因是上述規(guī)范未考慮箍筋和型鋼對混凝土的約束作用。

表5 試驗結果與規(guī)范計算結果比較Table 5 Comparison between experimental resultsand computed resultscalculated by the standards

5.2 本文公式驗證

采用式(26)計算本文試件軸壓承載力，計算結果見表6。由表可知，試驗值與計算值比值均值為1.05，變異系數為0.025，說明試驗值與計算值吻合較好，提出的軸壓承載力計算公式能較為準確預測該組合柱軸壓受力性能。

采用退化式(27)對文獻[30]中十字型鋼混凝土柱軸壓承載力進行計算，結果見表7。由表可知，試驗值與計算值吻合較好，說明式(27)適用于對稱十字型鋼混凝土柱。

表6 試驗結果與計算結果Table 6 Comparison between experimental results and calculation results

表7 文獻[30]試驗結果與計算結果比較Table 7 Comparison between experimental resultsfor specimensin literature [30]and calculation results

6 結論

本文對單軸對稱十字型鋼混凝土短柱進行了軸心受壓試驗，研究了該組合柱軸壓受力機理，基于Mander 本構模型，建立了該組合柱軸壓承載力計算方法，得出以下結論：

(1)單軸對稱十字型鋼混凝土柱試件破壞集中在縱向H型鋼偏心方向遠側。荷載-位移曲線可分成彈性段、彈塑性段、下降段和軟化段。達到峰值荷載時，柱截面應變分布不均勻，縱向H 型鋼偏心方向遠側型鋼應變較大。

(2)十字型鋼偏心率由0增至0.22，試件軸壓承載力下降了5.18%，延性下降了27.16%；混凝土強度由35.8 MPa 提升到51.5 MPa，試件軸壓承載力上升了24.83%，延性下降了38.54%；含鋼率從5.70%增長到7.56%，試件軸壓承載力提升了6.03%，延性上升了7.83%；箍筋間距從100 mm增加到200 mm，試件軸壓承載力降低了9.74%，延性系數下降了34.06%。

(3)將組合柱軸壓承載力分成5部分，基于Mander 本構模型，根據疊加原理，建立了單軸對稱十字型鋼混凝土短柱軸壓承載力計算方法。采用規(guī)范對該組合柱軸壓承載力進行驗算，規(guī)范計算結果均偏于保守，本文提出的軸壓承載力計算公式計算結果與試驗值吻合較好，且該公式可推廣到對稱十字型鋼混凝土柱。