異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱偏壓性能

曹萬林，王如偉，殷 飛，王智慧，董宏英

(北京工業大學 建筑工程學院，北京 100124)

鋼管混凝土因具有良好的受力性能得到眾多學者的關注[1-3].應用于超高層建筑的鋼管混凝土柱通常為具有較大截面面積的巨型柱，為了減小鋼管壁厚，增強鋼管與混凝土共同工作性能，巨型鋼管混凝土柱通常設計成分腔構造.為了適應建筑平面個性化的設計，超高層建筑采用異形截面鋼管混凝土柱的案例已較多，大連國貿中心大廈、天津117大廈、北京中國尊大廈等均采用了異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱.

業內已有異形截面鋼管混凝土柱受力性能的研究主要如下.蔡建等[4-5]對帶約束拉桿的T型、L型鋼管混凝土柱進行了偏壓性能試驗研究，并采用纖維模型法計算N-M相關曲線，研究結果表明，約束拉桿對混凝土約束作用明顯，能夠有效改善鋼管的局部屈曲問題，提高試件軸壓承載力以及延性；王丹等[6]對T型、L型鋼管混凝土柱抗震性能進行了試驗研究，分析了軸壓比、鋼管厚度以及混凝土強度對承載力及延性的影響；杜國鋒等[7]對多腔T型鋼管混凝土柱偏壓性能進行了試驗研究，參考國內外規范提出了偏壓承載力計算公式；徐禮華等[8-9]對多邊多腔鋼管混凝土柱軸壓及偏壓性能進行了試驗研究，分析了混凝土強度、鋼管壁厚、是否設置鋼筋籠、長細比以及偏心率等參數對受壓性能的影響，建立了軸心和偏心受壓承載力計算公式；Liu等[10]對L型截面以及T型截面鋼管混凝土柱軸壓性能進行了試驗研究并提出了截面承載力計算公式；Tu等[11]對T型多腔鋼管混凝土柱軸壓性能進行了試驗研究并采用不同規范對承載進行計算.本文課題組基于大連國貿中心大廈、天津117大廈、北京中國尊大廈等重大工程對不規則五邊形、六邊形、八邊形截面多腔鋼管混凝土柱進行了試驗研究及理論分析[12-16]，分析了不同構造對異形截面鋼管混凝土柱軸壓性能、偏壓性能、抗震性能的影響，并建立有限元分析模型，提出了異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱的構造要求.

國內外針對鋼管混凝土結構均發布了相關標準規范，給出了不同的計算分析方法，如中國標準GB 50936[17]將鋼管及混凝土兩種材料抗壓強度統一為鋼管混凝土抗壓強度；美國規范AISC-LRFD[18]也將鋼管與混凝土進行了統一，但與中國標準不同的是，美國規范中將混凝土材料統一到鋼管當中，將鋼管混凝土結構簡化為鋼結構進行計算；歐洲規范EC4[19]采用疊加鋼管、混凝土及鋼筋等各部件計算承載能力.但這些標準規范主要針對單腔矩(方)形及圓形截面鋼管混凝土柱，對于異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱未給出具體的計算方法.

在超高層建筑中，異形截面多腔鋼管混凝土柱因荷載(自重、風、地震等)的作用，通常處于反復的偏心受壓狀態.本文以中國尊大廈和天津117大廈結構巨型柱為原型，進行了4個大尺寸多腔鋼管混凝土巨型柱模型試件在單向重復荷載下的偏壓性能試驗，包括1個中國尊八邊十三腔巨型柱模型、1個中國尊八邊十三腔巨型柱角部腔內設置圓鋼管的模型、2個117大廈六邊六腔巨型柱模型[20].試驗研究各試件在單向重復偏心荷載下的受力性能，并探討偏壓荷載下的N-M相關曲線計算方法等問題.

1 試驗設計

1.1 試件設計

設計了4個異形截面多腔鋼管混凝土巨型柱模型試件.試件截面設計圖見圖1，截面具體參數見表1.

表1 試件設計參數

Tab.1 Design parameters of specimens

試件編號截面面積/104 mm2鋼管面積/104 mm2截面含鋼率/%加勁肋面積/104 mm2鋼筋籠縱筋總面積/104 mm2截面配筋率/%圓鋼管面積/104 mm2SCFST-137.82.36.480.410.150.390.00SCFST-237.82.36.480.410.150.390.21SCFST-331.31.96.460.150.260.840.00SCFST-431.31.96.460.150.260.840.00

以中國尊大廈多腔鋼管混凝土柱為原型，模型按1/13縮尺，設計了試件SCFST-1和SCFST-2.試件SCFST-1：截面為不規則八邊形，內部由分腔板分為13個腔體；長軸尺寸為1 060 mm，短軸尺寸為476 mm，截面面積為0.37 m2；異形截面多腔鋼管由4 mm鋼板焊接而成；橫隔板采用4 mm厚鋼板，寬度30 mm，沿柱高分布間距為300 mm，開直徑10 mm圓孔穿過鋼筋籠縱筋；縱向加勁肋采用3 mm鋼板，寬度23 mm；內部鋼筋籠縱筋及箍筋均采用2 mm鋼絲，箍筋間距60 mm.試件SCFST-2：在SCFST-1角部腔體內置圓鋼管，圓鋼管壁厚4 mm、直徑90 mm，其余構造二者相同.SCFST-1及SCFST-2偏心距相同，均為150 mm，偏心率為0.32.以天津117大廈多腔鋼管混凝土柱為原型，模型按1/12縮尺，設計了SCFST-3及SCFST-4：截面為不規則六邊形，用分腔鋼板將截面分成6個腔體；長軸尺寸為936 mm，短軸尺寸為436 mm，截面面積為0.31 m2；異形截面多腔鋼管由5 mm鋼板焊接而成；縱向加勁肋采用3 mm鋼板；內部鋼筋籠縱筋采用12、10、8 mm鋼筋，箍筋均采用6 mm鋼筋；SCFST-3偏心距為200 mm(偏心率0.46)，SCFST-4偏心距為100 mm(偏心率0.23).

1.2 材料性能

表2為各材料實測性能.fcu,m為混凝土標準立方體抗壓強度；fy為鋼材屈服強度；fu為鋼材極限強度；δ為鋼材伸長率.混凝土坍落度為160 mm.圖2為鋼材實測應力-應變曲線.

1.3 試驗裝置及測點布置

試驗采用北京工業大學40 000 kN大型加載裝置加載.試件加載端均設置單向鉸支座.各試件設置5個測試水平撓度的位移計，用來監測試件的彎曲變形；設置2個軸線變形位移計，用來測試試件的軸向變形.在試件的中間位置布置系列軸線應變片，用來驗證試件是否滿足平截面假定.各試件的總高度均為3 000 mm，上、下均設置250 mm高的加載端頭.試件加載裝置、試件及測點布置見圖3.圖3中：巨型柱截面構造見1-1、2-2剖面，截面短軸為對稱軸，應變片布置在對稱軸一側，應變測點編號示于截面圖中；多腔鋼管外側鋼板沿短軸兩側對稱編號，其中一側的鋼板編號見數字“1～6”或“1～5”.荷載垂直截面作用于短軸.

表2 實測材料性能

圖2 鋼材應力-應變曲線

1.4 加載制度

采用單向重復加載方式，以測試試件彈塑性階段不同撓度下的殘余變形，試件明顯屈服前采用荷載控制加載，試件出現明顯屈服后每級加載采用位移控制.每級加載后卸載至2 000 kN，這樣上下加載端頭能夠夾持柱試件，穩定荷載，觀測損傷現象，之后施加下一級荷載.

圖3 加載裝置、試件及測點布置(mm)

2 試驗結果及分析

2.1 損傷演化

因為截面形狀為多邊形，描述巨型柱周邊鋼板損傷現象時，按照圖3所示鋼板編號.試件損傷演化過程中的“水平撓度”為試件1 500 mm高度處撓度.

試件SCFST-1：加載至0.69Fu(水平撓度10.19 mm)時，受壓區邊緣鋼管達到屈服應變，但未發生明顯屈曲，受拉區邊緣未達到屈服應變；當加載至屈服荷載(根據實測曲線，采用能量法求得[15])時，試件受壓區鋼板6首次發生明顯屈曲，在達到峰值荷載之前屈曲范圍主要沿試件縱向發展，此時受拉區無明顯現象；加載至0.96Fu(水平撓度21.91 mm)時，受拉區邊緣達到屈服應變；當達到峰值荷載時，鋼板2和3交界處焊縫首先出現開裂；達到峰值荷載后，屈曲范圍開始向鋼板5和4發展；最終鋼板4發生部分屈曲，而鋼板6和5全部屈曲，受拉區焊縫開裂逐漸向鋼板2和3延伸并在鋼板2和3形成貫通裂縫退出工作，此時受拉區鋼板1難以繼續提供受拉區所需承載力，鋼板1產生貫通裂縫.破壞特征見圖4(a)、(c).

試件SCFST-2：SCFST-1與SCFST-2比較，受壓區損傷發展沒有顯著區別，達到峰值荷載前受拉區損傷無顯著區別，達到峰值荷載后，受拉區損傷與SCFST-1產生明顯區別：當加載至峰值荷載時，焊縫開裂首先發生在鋼板2和3交界處，此時損傷發展與SCFST-1類似；隨著加載的進行，焊縫開裂逐漸向鋼板2和3延伸，但因為角部設置圓鋼管，焊縫開裂在圓鋼管處停止，鋼板3未形成貫通的裂縫，仍然能夠繼續工作.因此，受拉區鋼板1未形成貫通的裂縫.破壞特征見圖4(b)、(d).

試件SCFST-3：當加載至屈服點時，鋼板5首先發生明顯屈曲；當達到峰值荷載時，鋼板4和鋼板3漆皮出現褶皺但未發生明顯屈曲；當達到破壞荷載時，屈曲由鋼板5向鋼板3延伸；最終鋼板3發生部分屈曲.破壞特征見圖4(e).

試件SCFST-4：當加載至屈服點時，鋼板5首先發生明顯屈曲；當加載至峰值荷載時，鋼板3和4漆皮出現褶皺，未發生明顯屈曲，此時，損傷發展與SCFST-3類似；隨著加載的繼續進行，鋼板4和鋼板3在未達到破壞荷載時就發生了明顯屈曲，當達到破壞荷載時，鋼板3全部屈曲且鋼板3與鋼板2交界處焊縫開裂.破壞特征見圖4(f).

試件SCFST-3、SCFST-4：受拉區無焊縫，因此沒有發生明顯的損傷.

2.2 荷載-撓度

實測各試件加載及卸載全曲線見圖5，橫坐標為試件高度中部位置即1 500 mm高度處撓度Δ，縱坐標為豎向荷載F.Δi/Δu為全曲線第i級加載撓度Δi與全曲線峰值點撓度Δu的比值，為無量綱撓度；Fi/Fu為全曲線第i級荷載Fi與全曲線峰值點荷載Fu的比值，為無量綱荷載.

圖4 試件破壞特征

圖5 各試件荷載-變形曲線

由圖5可見：1)各循環卸載過程中，當混凝土受到鋼管有效圍壓作用時，其卸載剛度和再加載剛度較穩定，表明多腔鋼管對內部混凝土具有良好的約束作用；2)SCFST-1加載至受拉區鋼板屈服后，骨架曲線下降段呈現加速下降的趨勢，即承載力出現了突降；SCFST-2加載中，由于圓鋼管制約了受拉區開裂的發展，下降段趨于平緩，承載力呈現減緩下降的趨勢；從無量綱骨架曲線比較圖中可以看出，設置圓鋼管試件對骨架曲線上升段形狀影響不明顯，對下降段影響顯著；3)SCFST-3、SCFST-4偏心距不同，偏心距較小的試件承載力顯著高；無量綱骨架曲線圖中，偏心距對骨架曲線影響不明顯.

2.3 承載力及變形

主要特征點實測數據見表3.表中：Fy為屈服荷載，采用能量法求得[15]；Δy為屈服撓度；Fu為峰值荷載；Δu為峰值點撓度；定義峰值荷載下降至85%的點為破壞點，Fd為破壞點荷載；Δd為破壞點撓度；μ=Δd/Δy為位移延性系數；η=Fy/Fu為屈強比.

表3 特征點實測結果

分析表3可知：1)與SCFST-1相比，SCST-2屈服荷載提高16.3%，峰值荷載提高14.1%，說明試件角部腔體設置圓鋼管后承載力明顯提高；2)與SCFST-3相比，SCFST-4屈服荷載提高92.4%，峰值荷載提高88.3%，偏心距對試件承載力影響顯著；3)SCFST-1與SCFST-2屈強比接近，SCFST-3與SCFST-4屈強比接近；4)SCFST-2與SCFST-1相比，屈服撓度略有下降，峰值點撓度接近，破壞點撓度略有提高，延性系數較大，說明試件角部腔體設置圓鋼管后能夠有效提高試件的延性；5)SCFST-3與SCFST-4相比，屈服撓度高40.8%，峰值點撓度高31.9%，破壞點撓度高10.7%；偏心距較大，試件的屈服撓度、峰值點撓度及破壞點撓度均較大，延性系數較小；偏心距較大時，荷載的二階效應加大，撓度發展變快，峰值點撓度、破壞點撓度均較大.

恢復能力分析：加載、卸載過程中試件具有一定的恢復能力.采用水平撓度恢復系數λ1=Δi/Δj和軸向相對位移恢復系數λ2=Ui/Uj表達試件的復位能力，Δi、Ui分別為每級加載達到的最大撓度、軸向相對位移，Δj、Uj分別為每級加載后卸載至2 000 kN時的累積殘余撓度、累積殘余軸向相對位移，由實測數據所得λ1-Δ曲線、λ2-U曲線見圖6、7.SCFST-1、SCFST-2的橫坐標U為1 200 mm標距段軸向相對位移，SCFST-3、SCFST-4的橫坐標U為1 650 mm標距段軸向相對位移.λ越大，相對殘余變形越小，復位能力越好.

分析圖6、7可知：1)SCFST-2與SCFST-1相比，相同Δ對應的λ1和相同U對應的λ2均較大，表明試件角部腔體設置圓鋼管后試件的復位能力相對強；2)SCFST-3與SCFST-4相比，相同Δ對應的λ1和相同U對應的λ2均較大，表明偏心距較大試件的彎曲變形大，試件的復位能力相對好.

2.4 剛度及其退化

采用割線剛度K-撓度Δ曲線分析剛度及其退化規律.割線剛度K=Fi/Δi，Fi為第i級加載的最大荷載，Δi為對應的撓度；Ki/K0為第i級加載的剛度退化系數，Ki為第i級加載的割線剛度，K0為初始割線剛度.由實測數據計算所得各試件的K-Δ曲線、Ki/K0-Δ曲線見圖8.

圖6 λ1-Δ曲線

圖7 λ2-U曲線

由圖8可見：1)與SCFST-1相比，SCFST-2的剛度明顯較大，說明內置圓鋼管可有效提高試件的剛度；兩個試件剛度退化系數曲線接近，表明二者剛度退化過程接近；2)SCFST-4的剛度顯著大于SCFST-3，表明偏心距較小的試件剛度相對大；二者剛度退化過程相差不大.

2.5 撓度曲線與截面應變

實測所得各試件不同高度處水平撓度-試件高度(Δ-H)曲線與試件高度方向標準正弦半波曲線(sinH)的比較見圖9，不大于峰值荷載時，各試件實測撓度曲線基本符合正弦半波曲線的假定.實測所得各試件截面的各應變測點的應變-截面高度(ε-h)曲線見圖10，ε拉為正、壓為負，h為試件截面短軸方向的高度，不大于峰值荷載時，各試件截面變形基本符合平截面假定.

圖8 剛度-撓度曲線、剛度退化系數-撓度曲線

圖9 撓度曲線

圖10 截面應變

3 N-M相關曲線計算

3.1 相關標準中N-M相關曲線計算方法

中國標準GB 50936：

(1)

美國規范AISC-LRFD：

(2)

歐規EC4：

圖11 EC4 N-M相關曲線模型

計算了各試件不同偏心距下的N-M相關曲線，計算中各材料強度均取實測值，并采用疊加法簡化考慮了截面鋼筋籠及縱向加勁肋的作用(這是目前規范未考慮的)，計算所得各試件的N-M相關曲線及實測所得各試件給定偏心距對應的N-M關系點見圖12.試驗結果與按照GB 50936計算的結果符合相對較好，按照GB 50936計算偏于安全.

3.2 N-M相關曲線計算的修正

多腔鋼管混凝土巨型柱對混凝土的約束效應明顯高于普通的非圓形單腔鋼管，本文考慮了多腔鋼管對混凝土約束效應的提高，提出簡化修正N-M相關曲線的計算方法.修正計算方法要點：將鋼管周邊鋼板形成的鋼管稱為外鋼管，外鋼管與單腔鋼管類似只有內側受到混凝土的限制作用，在軸力作用下會發生向外側的鼓曲變形；鋼管的內部鋼板與周邊鋼板圍成多個腔體，盡管外鋼管作用已分開考慮，但從腔體內外鋼板共同形成強約束混凝土的角度，仍將兩側均有混凝土約束的鋼管內部鋼板稱為內鋼管，內鋼管屈曲變形受到混凝土的限制，鼓曲變形明顯輕于外部鋼板；計算中假設，外鋼管對混凝土的約束作用近似按照方鋼管考慮，內鋼管對混凝土的約束作用近似按照圓鋼管考慮；筆者研究表明鋼筋籠及橫隔板對混凝土具有明顯約束作用[21]，按照等用鋼量將橫隔板及鋼筋籠箍筋簡化合并到鋼管中.多腔鋼管內外鋼板承載及約束作用簡化模型見圖13.

圖12 計算N-M相關曲線

圖13 多腔鋼管內外鋼板作用簡化模型

基于以上分析，在標準GB 50936中N-M相關曲線計算方法及韓林海鋼管混凝土本構關系[22]基礎上(主要針對單腔體鋼管混凝土)，考慮多腔鋼管混凝土構造特點，提出一種修正的多腔鋼管統一抗壓強度fsc計算方法.計算外部方鋼管和內部圓鋼管的幾何尺寸時，分別按照它們獨立的、各自具有與試件截面面積相同的單腔體柱假設，簡化后的方鋼管混凝土截面總面積和圓鋼管混凝土截面總面積都等于試件截面面積.內外鋼管分別統一成單腔體鋼管后，此時鋼管已無內外之分，命名內外鋼管只是便于區分型鋼位置.該修正方法對材料強度的要求仍遵循原公式.

3.2.1 簡化模型

標準GB 50936中，截面含鋼量是衡量鋼管約束能力的重要參數.因此，按照等面積、等含鋼率的原則進行簡化：

(3)

(4)

式中：Ac為試件混凝土面積；Asw為試件外鋼管面積，等效方鋼管面積Asf=Asw，等效方鋼管約束混凝土的面積等于Ac；Asn為試件內鋼管面積，等效圓鋼管面積Asy=Asn，等效圓鋼管約束混凝土的面積等于Ac；試件截面面積Asc等于鋼管面積與混凝土面積之和.

3.2.2 約束效應

將多腔鋼管分解簡化為方鋼管及圓鋼管共同作用，需要分別考慮這兩部分的約束效應.fscf、fscy分別為方鋼管及圓鋼管單獨作用時的單腔體鋼管混凝土統一抗壓強度，按式(5)、(6)計算[17].本文采用先按照等效圓鋼管計算fscy、再附加等效方鋼管對混凝土約束貢獻的增量Δfscf，Δfscf按式(7)計算，二者之和為多腔鋼管混凝土統一抗壓強度fsc，見式(8)；也可采用先按照等效方鋼管計算fscf、再附加等效圓鋼管對混凝土約束貢獻的增量Δfscy，二者之和為fsc；兩種簡化計算fsc的方法結果接近.

(5)

(6)

(7)

fsc=fscy+Δfscf.

(8)

式中：θf為方鋼管套箍系數；Cf、Bf為方鋼管套箍效應影響系數；θy為圓鋼管套箍系數；Cy、By為圓鋼管套箍效應影響系數；fc為無約束混凝土棱柱體強度，本文取fc=0.76fcu,m.

3.2.3 計算結果比較

采用考慮多腔鋼管提高混凝土約束效應修正的混凝土統一抗壓強度，用GB 50936公式計算所得的N-M相關曲線，與不考慮附加混凝土約束效應計算所得的N-M相關曲線比較見圖14，4個試件偏壓試驗結果也示于圖14.本文考慮多腔鋼管混凝土附加約束效應計算的N-M相關曲線與實測結果符合較好.筆者也進行了相同構造試件的軸壓性能試驗[20-21]，將試驗所得軸壓承載力點示于圖14豎坐標軸上，采用本文修正后方法計算所得軸壓承載力與實測符合較好，最大相對誤差為9.2%.

圖14 修正方法計算N-M曲線

4 承載力計算

試驗表明巨型柱截面應變基本符合平截面假定，因此采用纖維模型法計算試件荷載-變形曲線.韓林海[22]給出了鋼管混凝土纖維模型建模方法，并給出了方鋼管混凝土本構關系及圓鋼管混凝土本構關系，見式(9)、(10)，纖維模型法的軸力及彎矩平衡方程見式(11)，其中，σsi為各鋼管微元的應力，hsi為各鋼管微元到形心的距離，dAsi為各鋼管微元的面積；σci為各混凝土微元的應力，hci為各混凝土微元到形心的距離，dAci為各混凝土微元的面積.在纖維模型法中，采用本文修正的混凝土本構關系計算F-Δ曲線.

上升段：

(9)

下降段：

(10)

(11)

4.1 應力-應變關系的選擇

韓林海本構關系中，方鋼管和圓鋼管混凝土本構關系上升段公式形式相同，下降段曲線形式不同，見式(9)、(10).基于此，考慮本文多腔鋼管混凝土統一抗壓強度的計算方法，確定混凝土本構關系上升段強度；考慮塑性階段混凝土性能退化加快，試件進入塑性階段后，混凝土的本構關系除峰值點以外采用矩(方)形鋼管混凝土本構關系曲線.

4.2 混凝土峰值應力

混凝土峰值應力公式形式仍然采用韓林海建議公式.基于內外鋼管疊加的思想：當方鋼管單獨作用時，混凝土峰值應力σf按照式(12)計算；當圓鋼管單獨作用時，混凝土峰值應力σy按式(13)計算；方鋼管對混凝土峰值應力貢獻的增量可按式(14)計算；綜合考慮內部鋼管和外部鋼管作用的混凝土峰值應力σ0近似按式(15)計算.式中，ξf為方鋼管單獨作用時的約束效應系數,ξy為圓鋼管單獨作用時的約束效應系數,f′c為混凝土圓柱體強度.

(12)

(13)

Δ(σf)=σf-f′c，

(14)

σ0=σy+Δ(σf).

(15)

4.3 混凝土峰值應變

混凝土峰值應變公式形式仍然采用韓林海建議公式.基于內外鋼管疊加的思想：對混凝土峰值應變ε0計算公式進行修正，見式(16)，εcc為無約束混凝土峰值應變.

ε0=εcc+[1 330+760(f′c/24-1)](ξy+ξf)0.2.

(16)

4.4 計算結果及分析

采用韓林海建議的本構關系計算所得“F-Δ”曲線、按照本文修正后的混凝土本構關系計算所得“F-Δ”曲線和實測“F-Δ”骨架曲線比較見圖15.由圖15可見：采用韓林海建議本構關系計算結果小于實測結果多些，更偏于安全；采用本文修正的混凝土本構關系計算結果也小于實測結果，符合程度好些.

圖15 修正方法計算F-Δ曲線

將圖15相應的各試件計算所得極限承載力與實測極限承載力比較列于表4.

表4 實測與計算極限承載力比較

Tab.4 Comparison of measured and calculated ultimate bearing capacity

試件編號實測承載力/10 kN文獻[22]/10 kN誤差/%本文修正方法/10 kN誤差/%SCFST-11 088.5948.3-12.91 036.5-4.7SCFST-21 241.41 033.5-16.71 131.3-8.9SCFST-3622.1556.6-10.5599.4-3.6SCFST-41 170.81 003.1-14.31 104.4-5.6

本文修正后的混凝土本構關系計算所得極限承載力最大相對誤差為8.9%.綜上，本文考慮多腔鋼管特點，在標準GB 50936中N-M相關曲線計算方法及韓林海鋼管混凝土本構關系基礎上，提出的考慮混凝土約束效應提高的多腔鋼管混凝土統一抗壓強度fsc計算的簡化修正方法與公式，計算所得試件的N-M相關曲線和承載力均與實測符合較好.

5 結 論

1)試驗研究表明：各多腔鋼管混凝土巨型柱試件均具有良好的偏壓受力性能；各試件在循環卸載過程中，混凝土受到鋼管有效的圍壓作用時，其卸載剛度和再加載剛度較穩定，表明多腔鋼管對內部混凝土有顯著的約束作用；八邊十三腔巨型柱角部腔內設置圓鋼管后，試件承載力提高14.1%，試件損傷發展減緩，延性系數增大，變形能力增強，說明該類試件角部腔體設置圓鋼管可有效提高試件的偏壓受力性能；六邊六腔巨型柱試件，偏心距較小的試件承載力高88.3%，偏心距較大的試件復位能力相對好；各試件截面應變基本符合平截面假定；各試件撓度曲線基本符合正弦半波曲線假定.

2)基于多國規范及纖維模型法計算N-M相關曲線的方法(目前，鋼管混凝土規范未涉及多腔鋼管混凝土，沒考慮鋼筋籠及橫隔板對混凝土的約束作用)，考慮多腔鋼管混凝土巨型柱對混凝土約束效應明顯好于單腔鋼管的特點，同時考慮鋼筋籠及橫隔板對混凝土的約束作用，提出考慮了混凝土約束效應提高的多腔鋼管混凝土統一抗壓強度fsc簡化計算的修正方法，給出計算公式，計算所得試件的N-M相關曲線、偏壓下試件的“F-Δ”曲線和承載力與實測符合較好，其中承載力誤差在10%以內且偏于安全，可用于多腔鋼管混凝土柱偏壓簡化計算.