混凝土材料在结构工程中运用广泛，但随着混凝土强度的提高，其变形能力降低，受压破坏时的脆性增大。钢筋混凝土柱发生小偏心受压破坏时，受压区混凝土压碎剥落，表现出明显的脆性特征。因此，提高材料延性，改善偏心受压构件的受力性能，尤其是构件发生小偏心受压破坏的脆性，具有重要意义。
高延性混凝土(high ductile concrete，HDC)是根据ECC(engineered cementitious composites)设计理论 [1-4]制备而成，具有高强度、高韧性、高耐损伤能力的一种高性能结构材料，在受拉时表现为多裂缝开展和应变硬化特性[5]，受压时具有较高的变形能力和抗压韧性，HDC单轴受压的峰值应变可达普通混凝土的2倍～3倍[6]。具有类似于约束混凝土的变形能力，本课题组将HDC用于混凝土短柱[7-8]、短梁[9]、低矮剪力墙[10]、无腹筋梁[11]等构件，均可明显改善其剪切脆性破坏。采用HDC加固砌体墙[12]和钢筋混凝土柱[13]的试验研究表明，HDC加固后的试件承载力和抗震性能均得到明显提高。可见，将HDC用于改善由于混凝土脆性带来的各类结构问题具有良好的效果。
Pan等[14]提出了ECC偏压柱的理论计算模型，并采用有限元模拟了ECC柱在偏心荷载作用下的力学性能，其计算结果与数值模拟一致，但采用积分的计算方法较为复杂，Fang等[15]通过试验，研究了不同长径比的ECC偏压柱在受压时的性能；目前，针对高延性混凝土偏心受压柱正截面受力性能的研究较少。本文提出采用HDC代替混凝土，以改善构件小偏心受压的脆性破坏特征和控制大偏心受压构件的裂缝宽度；并通过试验研究偏心距对HDC偏压构件的破坏形态、变形能力和承载力的影响，建立HDC偏心受压构件的正截面受压承载力的计算公式。
1 试验概况
1.1 试件设计
本试验共制作了6个HDC偏心受压柱和2个RC偏心受压柱对比试件。试件截面尺寸均为250 mm×250 mm，纵筋采用HRB400级，箍筋采用HPB300级，试件详细尺寸及配筋见图1，h为试件截面高度，试件编号及设计参数见表1。
表1 试件设计参数
Table 1 Parameters of specimens
试件编号偏心距e0/mm箍筋 纵筋 配筋率/(%)RC-1 50 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 RC-2 150 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-1 25 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-2 50 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-3 75 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-4 100 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-5 125 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29 HDC-6 150 φ6@200/φ6@50 4■16 1.29
图1 试件尺寸及配筋详图
Fig.1 Cross section and reinforcement details of specimens
1.2 材料力学性能
试验中混凝土设计强度等级为C70，设计HDC的轴心抗压强度与混凝土相同，HDC采用水泥、矿物掺和料、砂、水、PVA纤维和外加剂按一定比例配制，其中水泥均为P.O.42.5R普通硅酸盐水泥，HDC中PVA纤维的体积掺量为2%，纤维各项力学性能指标见表2。
采用边长为100 mm的立方体试块测试了HDC和混凝土的抗压强度；采用尺寸为350 mm×50 mm×15 mm的哑铃型拉伸试件，测试了HDC的抗拉强度。HDC和混凝土的力学性能试验结果见表3，其中fcu,m为立方体抗压强度实测平均值；fc,m为按式(1)分别换算成标准棱柱体试块的混凝土和HDC轴心抗压强度值；混凝土的抗拉强度平均值按
换算得到。
式中：δ1为尺寸效应系数；αc1为棱柱体与立方体抗压强度之比。根据我国规范[16]，取δ1=0.95，按C70混凝土考虑可取αc1=0.8。根据课题组前期研究结果[17]，对HDC，取δ1=1.0，αc1=0.91。钢筋的力学性能见表4。
表2 PVA纤维各项性能指标
Table 2 Performance Indicators of PVA
纤维名称长度/mm直径/μm抗拉强度/MPa弹性模量/GPa伸长率/(%)密度/(g/cm3)PVA 12 39 1200 38 7 1.3
表3 HDC和混凝土的力学性能
Table 3 Material properties of HDC and RC
材料 cu,m/MPa f c,m/MPa f ft,m/MPa混凝土 84.46 64.19 3.76 HDC 67.13 61.09 4.88
表4 钢筋的力学性能
Table 4 Material properties of steel
钢筋型号 直径d/mm 屈服强度y,m/MPa f极限强度u,m/MPa f弹性模量/MPa E HPB300 6 405 527 2.05×105 HRB400 16 435 598 2.0×105
1.3 试验装置及加载制度
本试验在500 t电液伺服压力试验机上进行。在试件上、下两端均安装单向转动的刀铰支座，通过调整刀铰位置实现不同偏心距，试验加载与测试装置如图2所示。
图2 试验加载与测试装置图
Fig.2 Loading and test set-up
本试验采用位移控制加载方式，加载速率为0.2 mm/min。在试件侧面布置位移计，通过TDS-602数据采集仪同步测试每个试件的竖向变形和侧向挠度，试验过程中观察裂缝开展情况，记录试件每一特征状态下的荷载和裂缝情况。加载现场的试验装置见图3。
图3 试验装置
Fig.3 Test set-up
2 试验结果及分析
2.1 试验现象
2.1.1 钢筋混凝土试件
1) RC-1
试件RC-1(偏心距0.2h)发生小偏心受压破坏。加载至2000 kN时，柱受压侧出现数条细微竖向裂缝；加载至2400 kN时，受压侧纵筋开始屈服，柱受压侧竖向裂缝延伸，受拉侧出现横向裂缝；继续加载，受压侧竖向裂缝逐渐变宽，混凝土有剥离趋势，受拉侧横向裂缝贯通；加载至2473 kN时，受压侧混凝土压碎崩裂，大面积剥落，受压钢筋外露并发生弯曲。
2) RC-2
试件RC-2(偏心距0.6h)发生大偏心受压破坏。加载至150 kN时，柱受拉侧出现多条横向裂缝；加载至390 kN时，受拉纵筋开始屈服，柱受拉侧横向裂缝贯通并加宽；随加载位移增大，受拉侧横向裂缝继续变宽，受压侧中下部出现细小裂缝；加载至675 kN时，受拉侧出现上、中、下3条横向主拉裂缝，受压侧中部混凝土局部压碎剥落，受压钢筋屈服。
2.1.2 HDC试件
1) HDC-1
试件HDC-1(偏心距0.1h)发生牛腿劈裂破坏。加载至743 kN时，柱上端牛腿首先出现竖向劈裂裂缝；加载至1784 kN时，柱受压侧出现竖向裂缝；加载至1965 kN时，受压纵筋开始屈服，柱上端牛腿竖向劈裂裂缝延伸，裂缝宽度变宽，柱受压侧原有竖向裂缝开始斜向发展；继续加载，受压侧面竖向裂缝密集发展，逐渐变宽，牛腿处裂缝继续延伸；加载至2780 kN时，受压侧上部牛腿处发生竖向劈裂破坏，柱受拉侧上部出现大量横向、斜向裂缝，柱受压侧上部斜缝贯通，破坏面处HDC保护层外鼓。
2) HDC-2、HDC-3
试件HDC-2(偏心距0.2h)发生小偏心受压破坏。加载至980 kN时，柱受拉侧中上部出现2条细小横缝；加载至1465 kN时，受压纵筋开始屈服；加载至1700 kN时，柱受压侧出现多条细小斜缝，柱受拉侧中部出现横向裂缝。继续加载，柱受拉侧横向裂缝延伸，柱受压侧斜缝增多，裂缝变宽；加载至2367 kN时，柱受拉侧出现大量横向裂缝，受压侧中部出现大量竖向裂缝而发生破坏。
试件HDC-3(偏心距0.3h)破坏过程与HDC-2类似，也发生小偏心受压破坏，在此不再赘述。
3) HDC-4、HDC-5、HDC-6
试件HDC-4(偏心距0.4h)与HDC-5(偏心距0.5h)和HDC-6破坏过程类似，均发生大偏心受压破坏，下面以HDC-6为例描述试件的破坏过程。
试件HDC-6加载至150 kN时，柱受拉侧开始出现第一条横向裂缝；加载到467 kN时，受拉纵筋开始屈服，柱受拉侧中下部裂缝加宽，原有横向裂缝延伸；继续加载，受拉侧横向裂缝增多、变宽；加载到642 kN时，受压纵筋开始屈服，柱受拉侧多条横向裂缝继续发展，柱受压侧出现斜向裂缝；加载至721 kN(Fp)时，柱受压侧斜向裂缝突然变宽，受拉侧横向裂缝宽度已达到5 mm。
各试件的破坏形态及裂缝分布如图4所示。
图4 试件破坏形态
Fig.4 Final failure patterns of specimens
2.2 破坏形态
根据6个HDC偏心受压柱和2个RC偏心受压柱的试验现象及破坏过程可得：
1) RC柱发生小偏心受压破坏时，受压侧混凝土保护层严重剥落，纵筋裸露并被压曲，受拉区出现少量水平裂缝，试件达到峰值荷载后突然丧失承载力，破坏呈现明显脆性；HDC柱发生小偏心受压破坏时，受压侧HDC出现细密竖向裂纹，局部出现保护层外鼓，但未出现保护层剥落现象，受拉区出现较多水平裂缝。相对RC偏压柱，HDC偏压柱破坏时具有良好的完整性，脆性破坏特征得到明显改善。
HDC具有良好的拉伸应变硬化效应和多裂缝开展特性，受压时表现出良好的受压韧性，其峰值压应变超过0.5%，远大于普通混凝土。因此，在小偏心受压构件中采用HDC替换混凝土，截面受压区边缘的压应变得到提高，从而使构件变形能力得到提高；纤维桥联作用显著提高了HDC的受压韧性，可延缓受压区混凝土压碎及保护层剥落，提高构件的耐损伤能力，从而改善小偏心受压破坏的脆性特征。
2) 对于大偏心受压破坏的RC柱，受拉区混凝土出现水平裂缝后，裂缝迅速发展变宽，混凝土基本退出工作，受压区混凝土应变很快达到其极限压应变，保护层压碎剥落，破坏后试件整体性较差。HDC柱发生大偏心受压破坏时，由于HDC材料的受压应变硬化特性使其具备良好的裂缝控制能力，HDC偏压柱受拉区裂缝分布更加均匀，其裂缝发展速度明显低于RC偏压柱，裂缝宽度远小于RC偏压柱；受压区出现多条竖向裂缝，未出现保护层剥落，破坏后整体性良好。
3) 试件HDC-1达到其偏心受压峰值承载力以前，牛腿发生劈裂；试件破坏时，沿受压纵筋出现数条黏结裂缝，受拉区未见裂缝出现，试件承载力下降突然。
2.3 试验结果及分析
2.3.1 应变分析
表5为试件达到峰值荷载和极限荷载时，钢筋应变片和混凝土应变片所采集的应变值。极限荷载定义为荷载下降至峰值荷载的85%时所对应的荷载。其中，
分别为峰值荷载时受压和受拉钢筋应变；
分别为极限荷载时受压和受拉钢筋应变；
分别为峰值荷载和极限荷载时受压区边缘混凝土或HDC的应变。由表5可得：
表5 应变分析
Table 5 Analysis of strain
注：表中应变值中，正数表示拉应变，负数表示压应变，“—”表示应变片失效。
试件编号 峰值荷载ε′/με pε′/ με pε/ με cp RC-1 -2856 -2594 356 RC-2 -2305 -1353 13522 HDC-1 -3032 -3615 -777 HDC-2 -2451 -1953 174 HDC-3 — -3832 1572 HDC-4 -3680 -3091 2585 HDC-5 -3626 -2548 5192 HDC-6 -3348 -2531 2866试件编号 极限荷载ε′/ με uε′/ με uε/ με cu RC-1 — — —RC-2 -3232 -1803 —HDC-1 -3607 -4026 -646 HDC-2 -2962 -2601 18 HDC-3 — -10016 2899 HDC-4 -4562 — 5460 HDC-5 -4294 -14339.5 —HDC-6 -3967 -12132 5004
1) 发生小偏心受压破坏时，RC柱和HDC柱的受压钢筋均屈服，受拉钢筋均未屈服。以试件RC-1和试件HDC-2介绍2种试件的差异。RC-1达到峰值荷载前，受压纵筋屈服，峰值荷载后，受压区钢筋与受压区边缘混凝土应变剧增，受压区混凝土大面积剥落，受压钢筋压曲，极限荷载前应变片失效；试件HDC-2，其受压钢筋在峰值荷载后、极限荷载前屈服，由于HDC受压变形能力明显优于混凝土，可保证试件达到峰值荷载后，钢筋与HDC仍保持协同工作，两者应变持续稳步增长。
2) 发生大偏心受压破坏时，RC柱和HDC柱达到峰值荷载时，受拉钢筋均屈服；RC试件受压区边缘混凝土达到极限压应变时，其受压钢筋仍未屈服，而HDC试件受压钢筋在峰值荷载前均已屈服。以试件RC-2和试件HDC-6为例介绍2种试件的差异，试件RC-2和试件HDC-6受拉钢筋应变的差异较大，混凝土开裂后便退出工作，受拉区拉应力基本由受拉钢筋承担，使其应变迅速增大；而HDC的拉伸应变硬化特性可使HDC开裂后可继续参与受拉，使受拉钢筋应变增长速率较为缓慢。
2.3.2 荷载与侧向挠度关系分析
图5为各偏压柱的荷载-侧向挠度曲线，其中，荷载P由试验机读得，Δ为侧向挠度，由千分表所测得的试件跨中与端部的相对挠度。
发生小偏心受压破坏时，试件RC-1达到峰值荷载后的变形很小，表现为明显的脆性破坏；而偏心距同为0.2h的试件HDC-2较试件RC-1表现出明显的延性优势，其峰值挠度更大，且荷载下降段比较缓慢。试件RC-1受压区边缘混凝土达到极限压应变时，受压钢筋周围包裹的混凝土大面积剥落，丧失协同工作能力；但HDC的受压变形能力和抗压韧性明显高于混凝土，试件达到峰值荷载后，HDC与受压钢筋仍能保持协同工作，故HDC小偏压柱的延性较RC小偏压柱有明显提高。
试件发生大偏心受压破坏时，偏心距同为0.6h的试件RC-2和试件HDC-6的荷载-侧向挠度曲线走势基本一致；HDC中纤维桥联作用使HDC偏压柱的耐损伤能力提高，故试件HDC-6峰值荷载前的弹塑性段长于试件RC-2；HDC中的桥联作用使其开裂后仍可有效传递拉应力，故试件HDC-6的峰值荷载大于试件RC-2。
对HDC偏压柱，随偏心距增大，HDC偏压柱峰值荷载降低，峰值挠度增大，变形能力提高，荷载挠度曲线的上升段和下降段均变缓。
图5 荷载侧向挠度曲线
Fig.5 Load deflection curves
2.3.3 承载力与变形分析
根据图5，将各试件的峰值荷载Pp、峰值挠度pΔ、极限挠度Δu列于表6。根据图5及表6可知：
1) 发生小偏心受压破坏时，试件HDC-2和试件RC-1承载力接近，但试件HDC-2峰值挠度较试件RC-1提高54.8%；试件RC-1峰值荷载后突然破坏，表现出明显脆性特征，而试件HDC-2峰值荷载后承载力下降较缓，其极限挠度达4.8 mm。可见，采用HDC替换混凝土可明显提高小偏心受压柱的变形能力。
表6 承载力与变形
Table 6 Bearing capacity and deformation
试件编号 pP/kN pΔ/mm uΔ/mm RC-1 2471 2.17 /RC-2 675 7.58 8.66 HDC-1 2780 1.88 2.25 HDC-2 2368 3.36 4.80 HDC-3 1791 4.67 6.35 HDC-4 1317 5.17 6.46 HDC-5 992 6.82 7.78 HDC-6 721 7.99 9.96
2) 发生大偏心受压破坏时，试件HDC-6的承载力、峰值挠度和极限挠度较试件RC-2分别提高6.8%、5.4%和15%，而HDC抗压强度低于混凝土，说明采用HDC替换混凝土可提高大偏心受压构件的承载力和变形能力，极限挠度提高幅度大于峰值挠度提高幅度，说明HDC可提高大偏压构件的耐损伤能力。
3) 试件HDC-1偏心距最小，其正截面承载力较高，而牛腿设计强度偏低，荷载达到正截面理论峰值荷载前，牛腿提前发生劈裂破坏，使HDC构件承载力和变形能力未得到充分发挥。因此，试件HDC-1的峰值挠度和极限挠度均较小。
4) 对于HDC偏压柱，随偏心距增大，试件的承载力降低，峰值挠度和极限挠度均提高。
3 HDC偏心受压构件正截面受压承载力计算
3.1 HDC材料本构模型
根据本课题组前期试验数据[5-6,17]，参考文献[18]，并结合本次试验结果，得HDC本构模型如下：
HDC受拉时具有应变硬化效应，开裂前取其应力-应变曲线的上升段为斜直线，开裂后为水平直线，如图6(a)所示，其单轴拉伸应力-应变关系为：
HDC单轴受压时应力-应变曲线取为双线性模型，如图6(b)所示，其应力-应变关系为：
图6 HDC的单轴受拉和受压应力-应变曲线
Fig.6 Uniaxial tensile and compressive stress strain relation curve of HDC
式中：σt和εt分别为HDC拉应力和应变；σhc和εhc分别为HDC单轴压应力和应变；εto、εtu和ftu分别为HDC的开裂拉应变、极限拉应变和极限抗拉强度；εco、εcp、fco和fcp分别为HDC的压缩刚度变化点压应变、峰值压应变、压缩刚度变化点抗压强度、和峰值抗压强度。根据试验数据，本构模型中各特征点取值见表7。
表7 HDC的本构模型参数
Table 7 Constitutive model parameter of HDC
ε/(×10-4)to ε/(×10-3)tu ε/(×10-3)co ε/(×10-3)cp f/MPa tu f/MPa co fcp/MPa 2.43 6.00 5.20 6.00 4.88 58.0461.09
3.2 构件正截面受压承载力计算
3.2.1 HDC材料的等效应力图形换算参数
为简化计算，将构件截面的应力图形等效为矩形应力图。参考文献[19-20]，材料强度均取平均值，求得HDC材料在受压(拉)区边缘达到不同应变时的等效应力图形系数，见表8。表中的αc、βc分别表示受压区应力图形最大应力与HDC轴心抗压强度的比值、等效矩形应力图形高度与实际应力图形高度的比值；αt、βt分别表示受拉区应力图形最大应力与HDC抗拉强度的比值、等效矩形应力图形高度与实际应力图形高度的比值；εcb和εtb分别为受压区边缘HDC压应变值和受拉区边缘HDC拉应变值。
表8 HDC等效应力图形系数
Table 8 Equivalent rectangular stress block parameters
ε cα cβ εtb tα tβ cb 0.0005 0.0891 0.6667 0.00020 0.6250 0.6667 0.0010 0.1781 0.6667 0.00024 0.7500 0.6667 0.0015 0.2672 0.6667 0.00050 0.9678 0.7853 0.0020 0.3563 0.6667 0.00100 0.9938 0.8855 0.0025 0.4453 0.6667 0.00150 0.9975 0.9223 0.0030 0.5344 0.6667 0.00200 0.9986 0.9413 0.0035 0.6235 0.6667 0.00250 0.9992 0.9528 0.0040 0.7125 0.6667 0.00300 0.9994 0.9606 0.0045 0.7908.0.6709 0.00334 0.9995 0.9643 0.0050 0.8406 0.6841 0.00350 0.9996 0.9661 0.0052 0.8554 0.6902 0.00400 0.9997 0.9703 0.0055 0.8737 0.6998 0.00500 0.9998 0.9762 0.0060 0.8966 0.7157 0.00600 0.9999 0.9801
3.2.2 HDC偏心受压柱的界限受压破坏状态
参考RC偏心受压构件大、小偏心受压界限破坏的特征，定义HDC偏心受压柱的界限受压破坏状态为受拉钢筋屈服的同时受压区边缘HDC达到峰值压应变，该状态的截面应力-应变分布如图7。
图中：
式中初始偏心距
为附加偏心距，as为纵向受拉钢筋合力点至截面受拉区边缘的高度；
为受压钢筋合力点至受压区边缘高度；fy为钢筋抗拉屈服强度；εy为钢筋屈服应变，取εy=0.002；
和
′分别为受压区钢筋压应力和应变；
′和As分别表示受压区和受拉区钢筋截面面积；xc为实际受压区高度。
图7 界限状态时截面应变-应力分布图
Fig.7 Strain-stress distribution of cross section at limit state
对于本次试验的试件，当其达到大、小偏心受压界限状态时，各参数取值为：
式中：x为等效受压区高度；h0为受压区边缘到受拉钢筋合力点的距离，取h0=h-as ；Es为钢筋弹性模量。
由式(6)和表8给出的应力图形系数，可计算出HDC偏压柱的相对界限受压区高度。采用不同级别的钢筋强度设计值，可求得HDC偏心受压构件的相对界限受压区高度，如表9。
表9 相对界限受压区高度ξb值
Table 9 Limit height of compression zone
注：1) 计算偏心受压柱的相对界限受压区高度时，钢筋强度设计值和弹性模量均按《混凝土结构设计规范》[15]取值；2) 对RC构件，按C70考虑，取βc=0.76；对HDC构件，由表8可取βc=0.72。
材料 HPB300 HRB335 HRB400 HRB500 RC 0.537 0.512 0.481 0.447 HDC 0.589 0.572 0.551 0.525
从表9的计算结果，可以得出以下结论：
1) HDC的峰值压应变高于混凝土的极限压应变，故HDC构件截面的相对界限受压区高度均大于RC构件的相对界限受压区高度。
2) 随着钢筋强度的提高，HDC构件的相对界限受压区高度逐渐降低，但其降低幅度小于RC构件，说明HDC偏压构件可以更好地发挥高强钢筋的力学性能优势。
3) 以受压区边缘HDC达到峰值压应变作为HDC偏心受压构件界限破坏的控制指标，可减轻构件的破坏程度，提高构件的耐损伤能力。
3.2.3 HDC构件大偏心受压破坏
当HDC偏压构件的相对受压区高度ξ不超过相对界限受压区高度时，即ξ≤ξb ，x≤xb时，构件处于大偏心受压状态，该状态的正截面应变及应力分布如图8所示。
图8 大偏心受压极限承载力分析图
Fig.8 Analytical diagram of ultimate bearing capacity under large eccentricity compression
为保证受压钢筋的强度得到充分利用，构件截面达到承载力极限状态时，受压钢筋的应变应满足：
′≥0.002。根据平截面假定可得：
HDC构件截面发生大偏心受压破坏时，令
=0.002，则：
可见，为保证受压钢筋达到屈服强度，应满足
由式(8)得：
因此，可近似取
作为受压钢筋应力达到屈服的条件。可见，HDC偏心受压构件的受压钢筋一般均可达到屈服。
当HDC大偏心受压构件截面达到承载力极限状态时，由纵向力的平衡条件及对受压钢筋合力点取矩的力矩平衡条件，得到式(7)、式(8)：
当
时，受压钢筋屈服，
表示钢筋抗压屈服强度；xt为提供抗拉应力的HDC截面受拉区高度。
3.2.4 HDC构件小偏心受压破坏
当HDC偏压构件的相对受压区高度ξ大于相对界限受压区高度时，即
时，构件处于小偏心受压状态，该状态的正截面应变及应力分布如图9所示。
图9 小偏心受压极限承载力分析图
Fig.9 Analytical diagram of ultimate bearing capacity under small eccentricity compression
由纵向力的平衡条件及各力对受拉钢筋合力点取矩的力矩平衡条件，可以得式(9)、式(10)：
σs为受拉钢筋应力值，由参考文献[13]得：
3.3 计算结果分析
根据试验结果和上述分析，采用试验实测数据和材料强度平均值，计算出考虑HDC受拉作用和不考虑HDC受拉作用的偏心受压承载力(不考虑HDC受拉作用的正截面计算方法与混凝土的正截面计算方法类似)，结果见表10。
表10 计算值与试验值对比
Table 10 Comparison with calculated and experimental results
试件编号 试验值Nthy/kN考虑HDC抗拉 不考虑HDC抗拉N/N 计算值N/N N/kN exp1thyN/kN exp2thyexp1exp2计算值RC-1 2471 — — 2540 1.028 RC-2 675 — — 637 0.944 HDC-1 2780 2598 0.934 2598 0.934 HDC-2 2368 1988 0.840 1949 0.824 HDC-3 1791 1597 0.892 1538 0.859 HDC-4 1317 1245 0.945 1077 0.818 HDC-5 992 975 0.983 768 0.734 HDC-6 721 780 1.081 562 0.779
Nexp1和Nexp2分别为考虑和不考虑HDC受拉作用的理论计算值。由表10可知：
1) HDC构件发生小偏心受压破坏时，是否考虑HDC受拉作用对计算结果影响较小。
2) HDC构件发生大偏心受压破坏时，不考虑HDC受拉作用的计算结果明显小于试验结果，且偏心距越大，其误差越大。因此，HDC构件大偏心受压承载力计算，需要考虑HDC的受拉作用。
4 结论
(1) HDC构件发生小偏心受压破坏时，受压区HDC仍保持良好完整性，构件破坏形态明显改善，具有良好的耐损伤能力。
(2) HDC具有受拉应变硬化效应，且受压变形能力明显高于混凝土，与钢筋具有良好的协同工作能力。与RC试件相比，小偏心受压的HDC构件变形能力较强，大偏心受压构件的裂缝控制能力较强，承载力得以提高；HDC偏心受压构件的变形能力随偏心距增大而增大。
(3) HDC偏心受压柱的界限受压区高度比同条件下的RC构件大，截面变形能力更高，有利于发挥高强钢筋的力学性能。
(4) 构件发生小偏心受压破坏时，考虑HDC受拉作用对计算结果影响较小；构件发生大偏心受压破坏时，需要考虑HDC的受拉作用。
(5) 本文所提的HDC偏压柱正截面承载力计算方法(考虑HDC受拉作用)，其计算结果与试验值吻合较好，具有较好的精确性。
[1]Li V C, Wang S, Wu C.Tensile strain-hardening behavior of PVA-ECC [J].ACI Mater J, 2001, 98(6): 483-492.
[2]Li V C.On engineered cementitious composites (ECC):A review of the material and its applications [J].Advance Concrete Technology, 2003, 1(3): 215-230.
[3]Li V C.Engineered cementitious composites Tailored composites through micromechanical modeling.[C]//Banthia N, Bentur A, Mufti A.Fiber reinforced concrete:Present and the future.Montreal: Canadian Society for Civil Engineering, 1998: 64-97.
[4]Li V C, Leung C K Y.Steady state and multiple cracking of short random fiber composites [J].Journal of Engineering Mechanics, ASCE, 1992, 188(11): 2246-2264.
[5]寇佳亮, 邓明科, 梁兴文.延性纤维增强混凝土单轴拉伸性能试验研究[J].建筑结构, 2013, 43(1): 59-64.Kou Jialiang, Deng Mingke, Liang Xingwen.Experimental study of uniaxial tensile properties of ductile fiber reinforced concrete [J].Building Structure,2013, 43(1): 59-64.(in Chinese)
[6]邓明科，刘海勃，秦萌，等.高延性纤维混凝土抗压韧性试验研究[J].西安建筑科技大学学报(自然科学版), 2015, 47(5): 660-665.Deng Mingke, Liu Haibo, Qin Meng, et al.Experimental research on compressive toughness of the high ductile fiber reinforced concrete [J].Journal of Xi’an University of Architecture & Technology (Natural Science Edition),2015, 47(5): 660-665.(in Chinese)
[7]邓明科, 卜新星, 潘姣姣, 等.型钢高延性混凝土短柱抗震性能试验研究[J].工程力学, 2017, 34(1): 163-170.Deng Mingke, Bu Xinxing, Pan Jiaojiao, et al.Experimental study on seismic behavior of steel reinforced high ductile concrete short columns [J].Engineering Mechanics, 2017, 34(1): 163-170.(in Chinese)
[8]邓明科, 张辉, 梁兴文, 等.高延性纤维混凝土短柱抗震性能试验研究[J].建筑结构学报, 2015, 36(12): 62-69.Deng Mingke, Zhang Hui, Liang Xingwen, et al.Experimental study on seismic behavior of high ductile fiber reinforced concrete short column [J].Journal of Building Structures, 2015, 36(12): 62-69.(in Chinese)
[9]邓明科, 卢化松, 杨开屏, 等.型钢高延性混凝土短梁抗剪性能试验研究[J].建筑结构学报, 2015, 36(10):73-80.Deng Mingke, Lu Huasong, Yang Kaiping, et al.Experimental study on shear behavior of steel reinforced high ductile concrete short beams [J].Journal of Building Structures, 2015, 36(10): 73-80.(in Chinese)
[10]邓明科, 方超, 代洁, 等.高延性纤维混凝土低矮剪力墙抗震性能试验研究[J].建筑结构, 2017, 47(2): 57-63.Deng Mingke, Fang Chao, Dai Jie, et al.Experimental study on seismic behavior of high ductile fib-er reinforced concrete low-rise shear walls [J].Building Structure, 2017, 47(2): 57-63.(in Chinese)
[11]代洁, 邓明科, 陈佳莉.基于材料延性的高延性混凝土无腹筋梁受剪性能试验研究[J].工程力学, 2018,35(2): 124-132.Dai Jie, Deng Mingke, Chen Jiali.Experimental study on the shear behavior of high ductile fiber reinforced concrete beams without stirrups [J]Engineering Mechanics, 2018, 35(2): 124-132.
[12]邓明科, 樊鑫淼, 高晓军, 等.ECC面层加固受损砖砌体墙抗震性能试验研究[J].工程力学, 2015, 32(4):120-129.Deng Mingke, Fan Xinmiao, Gao Xiaojun, et al.Experimental Investigation on seismic behavior of damaged brick masonry wall strengthened with ECC splint [J].Engineering Mechanics, 2015, 32(4): 120-129.(in Chinese)
[13]邓明科, 张阳玺, 胡红波.高延性混凝土加固钢筋混凝土柱抗震性能试验研究[J].建筑结构学报, 2017,38(6): 86-94.Deng Mingke, Zhang Yangxi, Hu Hongbo.Experimental study on seismic behavior of reinforced concrete column strengthened with high ductile concrete [J].Journal of Building Structures, 2017, 38(6): 86-94.(in Chinese)
[14]Pan Jinlong, Gu Jie, Chen Junhan.Theoretical modeling of steel reinforced ECC column under eccentric compressive loading [J].Science China (Technological Sciences), 2015, 58(5): 889-898.
[15]Fang Y, Mengcheng C, Fengliu Z, et al.Behaviors of steel-reinforced ECC columns under eccentric compression [J].Construction and Building Materials,2018, 185: 402-413.
[16]GB50010-2010, 混凝土结构设计规范[S].北京: 中国建筑工业出版社, 2010.GB50010-2010, Code for design of concrete structures[S].Beijing: China Architecture Industry Press, 2010.(in Chinese)
[17]邓明科, 景武斌, 秦萌, 等.高延性纤维混凝土抗压强度试验研究[J].建筑结构, 2016, 46(23): 79-84.Deng Mingke, Jing Wubin, Qin Meng, et al.Experimental research on compressive strength of high ductility fiber reinforced concrete [J].Building Structure,2016, 46(23): 79-84.(in Chinese)
[18]过镇海.钢筋混凝土原理[M].北京: 清华大学出版社,2013.Guo Zhenhai.Reinforced concrete theory [M].Beijing:Tsinghua University Press, 2013.(in Chinese)
[19]Deng M, Han J, Liu H, et al.Analysis of compressive toughness and deformability of high ductile fiber reinforced concrete [J].Advances in Materials Science &Engineering, 2015, 2015(3): 1-7.
[20]党争, 梁兴文, 邓明科, 等.局部采用纤维增强混凝土剪力墙压弯性能研究[J].工程力学, 2015, 32(2): 120-130.Dang Zeng, Liang Xingwen, Deng Mingke, et al.The compression-bending behavior of shear wall with shear fiber reinforced concrete in bottom region [J].Engineering Mechanics, 2015, 32(2): 120-130.(in Chinese)