雄安站工形鋼管柱受力性能研究

范 重， 陳宇辰， 柴會娟， 何 韜， 賈雪芳， 胡勝軍， 王啟龍， 彭永杰

(1 中國建筑設(shè)計研究院有限公司，北京 100044；2 中冶建筑研究總院有限公司，北京 100088；3 雄安高速鐵路有限公司，保定 071700)

0 前言

箱形柱是鋼管柱常用的截面形式，在建筑鋼結(jié)構(gòu)工程中得到了廣泛應用[1-2]。為了更好地滿足建筑使用功能與室內(nèi)效果，異形鋼管柱近年來受到建筑師越來越多的關(guān)注，開始在工程中得到使用。

國內(nèi)外對異形鋼管柱受力性能的研究迄今還較少。Gon?alves等[3]分別采用解析方法和有限元法，開展了多邊形薄壁箱形構(gòu)件力學性能的研究。Rendall等[4]應用有限條法對在扭矩作用下多邊形薄壁箱形構(gòu)件的彈性屈曲性能進行了研究。為分析槽型構(gòu)件支座部位的剪力滯后效應，倪元增[5]構(gòu)造出可以滿足截面正應力自平衡條件的翹曲位移函數(shù)，并根據(jù)能量原理建立微分方程。針對薄壁桿件剪力滯后的問題，吳秀水[6]通過最小勢能原理得到薄壁桿件的有限元法基本方程，可用于剪力墻與橋梁的結(jié)構(gòu)分析。趙滇生[7]和徐利麗[8]根據(jù)閉口薄壁箱形桿件理論推導了T形鋼管柱在雙向壓彎狀態(tài)下的臨界荷載方程，并在ANSYS有限元分析中引入幾何缺陷與殘余應力的影響，得到T形閉口鋼管柱的λ(長細比)-φ(轉(zhuǎn)角)曲線。在此基礎(chǔ)上，蔡孝龍[9]和錢相相[10]針對鋼結(jié)構(gòu)住宅中的異形柱，分別對L形和十字形閉口截面鋼管柱的整體穩(wěn)定性能進行了研究，分析了長細比與板件寬厚比對柱極限承載力及破壞形式的影響。

在雄安高鐵站站房工程中，為了建筑效果美觀簡潔，屋面排水管線檢修方便，將工形鋼管柱應用于高架站臺雨棚。工形鋼管柱為閉口薄壁桿件，截面復雜，相鄰板件的寬度差別顯著，在兩個主軸方向構(gòu)件的力學性能差異較大。工形鋼管柱的基本力學性能、剪力滯后效應以及在地震作用下的損傷與耗能性能等，尚無相關(guān)規(guī)定與工程案例可供參考。

為了確保結(jié)構(gòu)設(shè)計安全合理，本文通過縮尺模型試驗，分析工形鋼管柱在水平往復荷載作用下壓彎受力性能與相應的破壞形態(tài)，并與有限元模擬分析結(jié)果進行比較。最后，采用ABAQUS有限元軟件對工形鋼管柱進行參數(shù)分析，分析雙腹板-翼緣寬度之比、寬厚比和柱高寬比對構(gòu)件應力、承載與變形能力等的影響。

1 工形鋼管柱試驗研究

1.1 工形鋼管柱試件

工形鋼管柱的截面幾何尺寸示意見圖1。為了方便分析工形鋼管柱雙腹板寬度bw的影響，定義工形鋼管柱的雙腹板-翼緣寬度比(簡稱腹寬比)β如下：

圖1 工形鋼管柱截面幾何尺寸示意

(1)

式中bf為工形鋼管柱翼緣寬度。

為檢驗工形鋼管柱的受力性能，在北京工業(yè)大學工程抗震與結(jié)構(gòu)診治北京市重點實驗室進行了工形鋼管柱的縮尺模型試驗。共完成了2個試件的試驗，試件幾何尺寸與控制參數(shù)如表1所示。試件鋼材材質(zhì)為Q345B，采用坡口全熔透焊縫；雙腹板內(nèi)凹深度為75mm(bw=150mm，β=0.5)，腹板高度hw=75mm。針對工程中支承高架站臺雨棚鋼柱軸力較小的特點，取軸壓比約為0.1。

鋼管柱試件的幾何尺寸與控制參數(shù) 表1

鋼管柱頂板的厚度20mm，平面尺寸400mm×400mm；鋼管柱底板的厚度為50mm，平面尺寸590mm×650mm。通過在鋼管柱上取樣進行拉伸試驗，可以得到鋼材的機械性能如表2所示。

鋼管柱鋼材的機械性能 表2

1.2 試驗裝置、加載制度

通過200t液壓千斤頂對柱頂施加恒定軸力，固定于滑板上的千斤頂能夠隨構(gòu)件水平移動，確保軸力作用點位于鋼管柱頂部的形心。通過100t數(shù)控電液伺服作動器施加水平往復荷載，作動器一端固定于反力墻，另一端與鋼管柱加載點相連。反力架等試驗加載裝置如圖2所示。

圖2 試件與加載裝置

為模擬鋼管柱底的嵌固條件，在鋼管柱底部設(shè)置了長3 400mm、寬650mm和高500mm的底座，通過錨桿將底座固定于地面，避免底座與地面發(fā)生相對滑動。鋼管柱底板通過高強螺栓與底座頂板固定。

開始試驗后，首先在鋼管柱試件頂部施加豎向恒定壓力。然后，根據(jù)《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ/T 101—2015)[11]，采用荷載與位移混合控制加載制度。試件屈服前按照屈服荷載的0.1，0.2，0.3，……，1.0分級加載，每級加載往復一次；試件屈服后改為位移控制，分別按屈服位移Δy的倍數(shù)1，2，3，……，進行加載，每級加載往復循環(huán)三次；荷載下降至峰值荷載的85%或試件發(fā)生嚴重破壞，試驗終止。工形鋼管柱試驗采用的加載制度如圖3所示，其中遠離反力墻的方向是正向，反之為負向。

圖3 加載制度

1.3 測點布設(shè)

分別在底座頂面和鋼管柱底板安裝位移計①和②，監(jiān)測底座與鋼柱之間是否產(chǎn)生相對滑移。在鋼管柱下部高度為300mm處設(shè)置位移計③和④，測量鋼管柱面外屈曲變形。在加載部位設(shè)置位移計⑤和⑥，測量加載處的水平位移，與位移計②共同確定鋼柱頂部與底部的相對變形。在工形鋼管柱下部高度350mm范圍內(nèi)的外表面布設(shè)雙向應變計，在柱的角部布設(shè)橫向應變計，測量鋼管柱的應變情況。位移計與應變計的布設(shè)情況如圖4所示。力、位移和應變等數(shù)據(jù)在試驗過程中通過數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)自動實時采集。

圖4 工形鋼管柱量測儀器布設(shè)

1.4 破壞過程及現(xiàn)象

沿平行翼緣方向?qū)υ嚰C-1施加水平往復荷載，試件進入塑性后，屈服范圍逐漸擴大，加載位移至150mm時，在鋼管柱根部的角點首先發(fā)生裂紋；加載位移至175mm時，鋼管柱根部的四個角點均已出現(xiàn)裂紋，垂直于加載方向的鋼板出現(xiàn)內(nèi)凹變形，外側(cè)翼緣出現(xiàn)外凸變形；達到最大承載力后，試件的面外變形逐漸增大，荷載基本不變或僅略有降低；加載位移至200mm時，試件發(fā)出斷裂聲響，鋼管柱與底板之間的裂縫貫穿，最大裂縫寬度達22mm，荷載顯著下降，管壁鼓曲變形主要發(fā)生在柱腳底板以上200mm高度范圍以內(nèi)。試驗結(jié)束時，試件SC-1的破壞形態(tài)見圖5。

圖5 試件SC-1的破壞狀態(tài)

沿平行腹板方向?qū)υ嚰C-2施加水平往復荷載，試件進入塑性后，屈服范圍逐漸擴大，加載位移至150mm時，東側(cè)根部發(fā)生裂縫；加載位移至200mm時，裂縫寬度逐漸加大；加載位移至225mm時，西側(cè)在鋼管柱底板以上約300mm高處發(fā)生凹陷，平行于加載方向的鋼板發(fā)生外凸；試件到達最大承載力后，鋼管柱面外變形逐漸發(fā)展，但荷載基本不變或略有降低；加載位移至250mm時，鋼管柱東、西兩側(cè)均已出現(xiàn)凹陷，鋼管柱根部的裂縫均已貫通。加載點位移至250mm的第3次循環(huán)時，試件的承載力大幅下降，最大裂縫寬度為24mm，屈曲變形主要分布在鋼管柱底板以上200mm高度的范圍。試驗結(jié)束時，試件SC-2的破壞形態(tài)見圖6。

圖6 試件SC-2的破壞狀態(tài)

1.5 滯回曲線

在水平往復荷載作用下，試件的荷載-位移滯回曲線如圖7所示。從圖中可以看出，工形鋼管柱的滯回曲線呈現(xiàn)飽滿的梭形，耗能能力優(yōu)越。加載初期試件處于彈性階段，柱頂端的水平位移較??；隨著柱頂位移逐漸增大，鋼管柱開始進入塑性，承載力隨位移增大不斷提高；同級位移加載時，第2次循環(huán)和第3次循環(huán)時試件的承載力與第1次循環(huán)的差異很小，滯回曲線在卸載階段基本上無捏攏現(xiàn)象。

圖7 試件的荷載-位移曲線

根據(jù)縮尺模型試驗，可得工形鋼管柱的屈服荷載、峰值荷載、極限荷載及其相應的位移角和延性系數(shù)，見表3。屈服荷載根據(jù)試件的骨架曲線采用能量等值法確定，極限荷載取峰值荷載的85%。由表3可知，工形鋼管柱的變形能力較強，試件的極限位移角均大于1/20。平行翼緣方向加載時，試件的峰值荷載較大。

試件的荷載、位移角與延性系數(shù) 表3

1.6 剛度退化系數(shù)與等效黏滯阻尼系數(shù)

試驗過程中，在往復加載作用下，試件承受荷載逐漸增大，屈服后剛度開始降低。可以采用割線剛度與初始剛度之比表示試件屈服后剛度退化的情況。剛度退化系數(shù)λ′可由下式計算：

(2)

式中：K0為試件初始剛度；+Pi，-Pi分別為第i級加載時的正、負向荷載峰值；+θi，-θi分別為與荷載峰值+Pi，-Pi相應的位移角。

試件SC-1和SC-2剛度退化系數(shù)隨位移角的變化情況如圖8所示。從圖中可以看出，2個試件剛度退化的情況較為接近：當試件進入屈服階段后，隨著位移角逐漸增大，試件的側(cè)向剛度隨之減小。與試件SC-1相比，平行腹板方向加載試件SC-2的側(cè)向剛度減小速度稍快。

圖8 試件的剛度退化系數(shù)λ′與位移角關(guān)系

采用等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq[11]表示試件的耗能能力。等效黏滯阻尼系數(shù)越大，說明滯回曲線越飽滿，耗能能力越強。等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq可根據(jù)圖9和式(3)進行計算。對于同一級荷載，第2次循環(huán)和第3次循環(huán)得到的滯回曲線與第1次加載非常接近，故可僅計算第1次循環(huán)時的等效黏滯阻尼系數(shù)。

圖9 等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq的計算示意圖

(3)

試件SC-1與SC-2的等效黏滯阻尼系數(shù)與位移角的關(guān)系如圖10所示。由圖可知，在彈性階段，等效黏滯阻尼系數(shù)很小，可以忽略；進入屈服階段后，隨著位移角逐漸加大，滯回環(huán)包裹的面積不斷增大，等效黏滯阻尼系數(shù)近似線性增長。試驗結(jié)束時，2個試件的等效黏滯阻尼系數(shù)均大于0.45，表明工形鋼管柱具有很好的耗能性能。

圖10 試件的等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq與位移角關(guān)系

2 有限元分析與試驗對比

2.1 有限元分析方法

本文采用ABAQUS非線性有限元軟件[12]對試件進行數(shù)值模擬，試件采用S4R殼單元，網(wǎng)格尺寸為20mm。柱底采用嵌固條件，并將柱頂加載截面高度全部節(jié)點的位移自由度與柱形心參考點進行耦合，便于對懸臂柱施加荷載。進行有限元分析時，采用與試驗相同的加載制度。

有限元分析時，鋼材強度取材性試驗的結(jié)果，彈性模量E=2.06×105N·mm2，泊松比ν=0.3，鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用隨動硬化模型，利用ABAQUS軟件的Cycle Hardening功能，應用的材性參數(shù)見表4[13]。為了模擬板件初始缺陷的影響，將試件的一階彈性屈曲模態(tài)作為起始位形。

試件材料本構(gòu)模型的參數(shù) 表4

2.2 計算分析結(jié)果

2.2.1 滯回曲線與骨架曲線

縮尺模型試驗與有限元數(shù)值分析得到的荷載-位移滯回曲線和骨架曲線分別見圖11和圖12。由圖可以看出，平行翼緣方向加載與平行腹板方向加載的試驗與有限元分析結(jié)果總體吻合情況均較好；相對試驗，柱底為嵌固條件時，計算模擬得到滯回曲線的飽滿程度更高。

圖11 試件SC-1試驗與有限元分析結(jié)果對比

圖12 試件SC-2試驗與有限元分析結(jié)果對比

2.2.2 變形與承載力

有限元分析與縮尺模型試驗得到試件的變形與承載力見表5。從表可知，有限元分析得到的試件抗彎剛度略大，有限元分析的試件屈服位移為試驗的80.7%～85.3%；有限元分析得到的試件屈服荷載、峰值荷載Pmax以及屈服位移、峰值位移總體上與試驗結(jié)果吻合良好，兩者的峰值荷載非常接近，由此說明了有限元分析方法的可靠性。

有限元分析與試驗得到的變形與承載力 表5

2.2.3 破壞形態(tài)

縮尺試驗與有限元分析得到的試件SC-1，SC-2破壞時的形態(tài)如圖13、圖14所示。由圖可知，有限元分析得到的工形鋼管柱的變形與實際情況接近，工形鋼管柱的變形集中在其下部約1倍柱截面高度的范圍，鋼材往復變形累計疲勞與應力集中導致鋼管柱在根部發(fā)生斷裂。

圖13 試件SC-1破壞時形態(tài)比較

圖14 試件SC-2破壞時形態(tài)比較

3 工形鋼管柱參數(shù)分析

3.1 有限元計算參數(shù)

在進行工形鋼管柱參數(shù)分析時，假定柱截面尺寸bf=1 200mm，h=1 200mm，hw=h/3，材質(zhì)均為Q345B。

為了全面分析工形鋼管柱受力的特點，將柱的壁厚t、寬厚比bf/t、腹寬比β和高寬比H/bf作為分析參數(shù)，如表6所示。在表6中，當壁厚t為34mm時，柱寬厚比可以滿足《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》(GB 50011—2010)[1]抗震等級四級的要求；當柱壁厚t不小于47 mm時，柱寬厚比滿足抗震等級一級的要求。

工形鋼管柱的分析參數(shù) 表6

采用ABAQUS有限元軟件建立工形鋼管柱的三維分析模型，鋼管柱底部嵌固，頂部自由。為保證計算的可靠性與精度，采用與試驗相同類型的單元和材料本構(gòu)，殼單元邊長小于等于50mm。通過引入低階屈曲模態(tài)，考慮管壁的初始缺陷，最大初始缺陷根據(jù)我國《鋼結(jié)構(gòu)工程施工質(zhì)量驗收規(guī)范》(GB 50205—2001)[14]鋼柱最大允許偏差確定。

工形鋼管柱在水平往復荷載作用下的加載制度與試驗相似，在柱頂部施加強制位移，彈性階段位移角增量為1/600，進入塑性后位移角增量改為1/150，每級荷載循環(huán)施加三次。根據(jù)我國《建筑抗震試驗方法規(guī)程》(JGJ 101—2015)，將荷載峰值下降15%時相應的變形作為工形鋼管柱極限位移角。

3.2 工形鋼管柱的正應力

由于工形鋼管柱平面形狀復雜，通過改變腹寬比與高寬比，分析在彎矩作用下工形鋼管柱截面的應力分布。工形鋼管柱截面控制點的編號如圖15所示，將1點、2點、11點和12點統(tǒng)稱為外角點，將3點、6點、7點和10點統(tǒng)稱為內(nèi)角點，4點、5點、8點和9點統(tǒng)稱為內(nèi)凹點。為說明簡潔，僅對在彎矩作用下的工形鋼管柱(t=47mm)進行分析，假定軸力為零。

圖15 工形鋼管柱截面控制點的編號

3.2.1 平行翼緣方向加載

在平行翼緣方向水平力的作用下，工形鋼管柱柱底部截面正應力示意見圖16。為便于比較，令各構(gòu)件在彎矩作用方向外側(cè)纖維的最大正應力相等。工形鋼管柱(β<1)與箱形柱(β=1)正應力之比隨腹寬比β與高寬比H/bf變化的情況如表7所示。

圖16 平行翼緣方向水平力下工形鋼管柱截面的正應力示意

由圖16可見：腹寬比β=1時(箱形截面)，腹板與翼緣正應力均為直線分布，底部外角點附近局部應力增大，隨著與底板距離增大，角部應力集中迅速減??；中性軸兩側(cè)的拉應力與壓應力對稱。

由圖16和表7可見：腹寬比β<1時，工形鋼管柱截面的正應力分段線性變化，正應力沿翼緣直線分布，在外角點1處的正應力局部增大，與箱形柱腹板正應力的分布相同；相對箱形柱，隨著β減小，工形鋼管柱內(nèi)角點3處的正應力增大，增幅34.0%～55.6%；隨著柱高寬比H/bf加大，內(nèi)角點正應力增幅減小。高寬比為8時，外角點1、內(nèi)角點3、內(nèi)凹點4處的正應力大于箱形柱相應部位，但正應力增幅較小。

綜上所述，工形鋼管柱(腹寬比1/3～7/9，高寬比2～8)在平行翼緣水平力作用下的受力形態(tài)接近于箱形柱，正應力分布大致符合平截面假定。

平行翼緣方向水平力作用下工形鋼管柱與箱形柱正應力之比 表7

3.2.2 平行腹板方向加載

在平行腹板水平力作用下，工形鋼管柱柱底截面正應力的分布情況見圖17；對于不同的腹寬比與高寬比，工形鋼管柱與箱形柱正應力之比如表8所示。對于箱形柱，水平力沿平行腹板方向作用時與沿平行翼緣方向作用時，相當于截面旋轉(zhuǎn)90°，故正應力分布相同。

圖17 平行腹板方向水平力下截面的正應力

當腹寬比β<1時，翼緣正應力分布與β=1時類似，外角點1處發(fā)生應力集中現(xiàn)象，正應力略高于箱形柱。腹部正應力分段線性變化。H/B=2.0時與箱形構(gòu)件相比，內(nèi)凹點4處的正應力增大1.333～1.747倍；隨著柱的高寬比增大，內(nèi)凹點4正應力增加幅度減小。內(nèi)角點處正應力小于或略大于箱形柱，且正應力大于箱形柱時，正應力增幅較小。

綜上所述，在平行翼緣方向水平力作用下，工形鋼管柱受力形態(tài)接近由內(nèi)凹腹板連接的兩個獨立的箱形柱，正應力分布與平截面假定差異很大，剪力滯后效應顯著。

平行腹板方向水平力作用下工形鋼管柱與箱形柱正應力之比 表8

值得指出的是，工形鋼管柱與箱形柱角點的應力集中主要發(fā)生在底部0.5倍柱高范圍內(nèi)，因此在柱根部鋼板首先出現(xiàn)裂縫；此范圍之外，角部的應力集中現(xiàn)象迅速消失。

3.3 工形鋼管柱的骨架曲線

在水平往復荷載作用下，寬厚比bf/t=25.5、長細比λ=40工形鋼管柱的骨架曲線見圖18(Py0為β=1時的屈服荷載)；不同bf/t和β及λ=40的工形鋼管柱特征荷載、位移角和延性系數(shù)見表9。

工形鋼管柱特征荷載、位移角及延性系數(shù) 表9

由圖18、表9可知，相對箱形柱，平行翼緣方向加載時，工形鋼管柱的屈服荷載可提高2.0%～11.0%，荷載峰值可提高13.1%～27.8%，極限位移角可增大20.5%～69.8%；平行腹板方向加載時，工形鋼管柱的屈服荷載提高2.8%～14.1%，荷載峰值提高2.8%～17.5%，極限位移角增大8.8%～35.8%；工形鋼管柱的最大承載力、變形能力及延性系數(shù)均優(yōu)于箱形柱；平行翼緣方向加載時，工形鋼管柱承載能力與變形性能的提高幅度均顯著大于平行腹板方向加載時的情況。

圖18 工形鋼管柱的骨架曲線

3.4 剛度退化系數(shù)

在水平往復荷載作用下，寬厚比bf/t=25.5、長細比λ=40工形鋼管柱側(cè)向剛度的變化情況如圖19所示(K0為β=1時的彈性剛度)。由圖可知，與箱形柱相比，工形鋼管柱在平行翼緣方向的抗側(cè)剛度稍有減小，在平行腹板方向的抗側(cè)剛度稍有增大。當位移角為1/100左右時，工形鋼管柱的側(cè)向剛度出現(xiàn)退化。與箱形柱相比，工形鋼管柱抗側(cè)剛度退化的速度較慢，破壞時殘余的抗側(cè)剛度較大。與沿平行腹板方向加載相比，沿平行翼緣方向加載時抗側(cè)剛度退化較為緩慢。

圖19 工形鋼管柱抗側(cè)剛度的變化

在水平往復荷載作用下，位移角θ=1/50時，工形鋼管柱側(cè)向剛度的退化系數(shù)見表10。由表可見，隨著腹寬比增大，工形鋼管柱抗側(cè)剛度的退化程度有所減小，其損傷程度較輕；較小寬厚比bf/t對于控制構(gòu)件抗側(cè)剛度退化有利。

θ=1/50時工形鋼管柱側(cè)向剛度退化系數(shù) 表10

3.5 等效黏滯阻尼系數(shù)

在水平往復荷載作用下，bf/t=25.5、長細比λ=40工形鋼管柱等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq的變化情況如圖20所示。由圖可知，加載初期構(gòu)件處于彈性階段，ξeq=0；當θ=1/100左右，構(gòu)件開始消耗能量。隨著腹寬比β減小，ξeq隨之減小，工形鋼管柱的ξeq小于箱形柱；沿平行翼緣方向加載時，工形鋼管柱的ξeq小于沿平行腹板方向加載，表明此時構(gòu)件損傷程度較低。

圖20 工形鋼管柱的等效黏滯阻尼系數(shù)

在水平往復荷載作用下，位移角θ=1/50時工形鋼管柱的等效黏滯阻尼系數(shù)ξeq見表11。從表可以看出，隨著腹寬比β減小，ξeq隨之減小，耗能與損傷程度均較低；寬厚比bf/t對ξeq的影響不大，且規(guī)律不強。

工形鋼管柱位移角θ=1/50時等效黏滯阻尼系數(shù) 表11

3.6 面外變形與塑性應變

在位移角θ=1/50時，寬厚比bf/t=25.5、腹寬比β=5/9工形鋼管柱的塑性應變?nèi)鐖D21所示，工形鋼管柱的塑性應變和面外變形如表12所示。

構(gòu)件的損傷程度與其塑性應變和面外變形有關(guān)[15]，由圖21和表12可知，隨著腹寬比β增大，工形鋼管柱的塑性應變和面外變形隨之減小，平行翼緣方向加載時管壁的面外變形明顯小于平行腹板方向加載時。對于相同的壁厚，工形鋼管柱的最大塑性應變和面外變形均小于箱形柱，受損程度較輕。

工形鋼管柱位移角θ=1/50時的面外變形δ與塑性應變εp 表12

圖21 位移角θ=1/50時工形鋼管柱的塑性應變

4 結(jié)論

通過工形鋼管柱縮尺模型試驗與有限元分析，可以得出如下主要結(jié)論：

(1)在水平往復荷載作用下，工形鋼管柱試件的荷載-位移滯回曲線呈飽滿的梭形，變形與耗能能力較強。與沿平行腹板方向加載相比，沿平行翼緣方向加載時，工形鋼管柱承載力較高，面外變形減小，剛度退化減緩。有限元模擬與試驗結(jié)果吻合較好。

(2)與箱形柱相比，工形鋼管柱沿平行翼緣方向的抗側(cè)剛度稍小于箱形柱，沿平行腹板方向的抗側(cè)剛度略大于箱形柱。

(3)沿平行翼緣方向施加水平力時，工形鋼管柱的受力狀態(tài)接近于箱形柱，大致符合平截面假定，剪力滯后情況不突出。

(4)沿平行腹板方向施加水平力時，工形鋼管柱受力狀態(tài)接近由內(nèi)凹腹板連接的兩個箱形柱，內(nèi)凹角正應力可超過箱形柱相應部位正應力的2倍，出現(xiàn)顯著的剪力滯后效應。

(5)隨著腹寬比減小，工形鋼管柱的壓彎承載力與變形能力略有提高，剛度退化減緩，黏滯阻尼系數(shù)、板件面外變形和最大塑性應變均隨之減小，其抗震性能優(yōu)于箱形柱。

(6)工形鋼管柱與箱形柱根部的應力集中現(xiàn)象顯著，角部容易出現(xiàn)焊縫撕裂。

通過對工形鋼柱的有限元模擬及試驗研究，總結(jié)了其承載性能和變形能力，為支承雨棚的異形柱在雄安站工程中的實際使用提供了技術(shù)支撐。