設分配梁巨型鋼管混凝土柱軸壓承載性能試驗研究

羅金輝， 劉 勻， 張元植， 李元齊， 傅學怡,3

(1. 同濟大學 土木工程學院， 上海 200092； 2. 四川省建筑科學研究院， 四川 成都 610081；3. 悉地國際設計顧問(深圳)有限公司， 廣東 深圳 518048)

在超高層建筑中，常采用伸臂桁架巨型框架-核心筒-伸臂桁架結構體系，巨型鋼管混凝土柱通常承擔巨大的軸力，其橫截面尺寸也越來越大.例如，“京基金融中心”巨型鋼管混凝土柱橫截面尺寸達3 900 mm×2 700 mm，“臺北101”巨型鋼管混凝土柱最大橫截面尺寸達3 000 mm×2 400 mm，在建的沈陽寶能環球金融中心巨型鋼管混凝土柱最大橫截面達5 200 mm×3 500 mm.

與巨型鋼管混凝土柱相比，型鋼混凝土巨型柱可直接將巨柱鋼骨與伸臂桁架或大型轉換梁(轉換桁架)連接，使豎向荷載能夠同時作用在外包混凝土及核心鋼骨上，保證了組合柱鋼-混凝土協同工作，而巨型鋼管混凝土柱受到的外荷載通常首先作用于鋼管壁，僅僅依靠鋼管與核心混凝土的界面黏結強度及設置抗剪連接件不足以保證鋼管與核心混凝土共同工作.此時，按現行規程[1-7]中鋼管和核心混凝土滿足平截面假定的承載力設計方法將偏于不安全.因此，開展巨型鋼管混凝土柱的豎向荷載傳遞性能方面的試驗與理論研究，為其在超高層建筑中應用提供理論依據，顯得尤為必要.

為此，本文提出了在巨型鋼管混凝土柱內設置分配梁及分配梁加內環板傳力兩種傳力構造措施，并針對這兩種構造措施的作用機理和效率分3批次開展了一系列的縮尺模型試驗及理論研究[8-13].本文僅對軸壓系列試驗結果進行對比分析，為分配梁成套設計方法研究提供試驗數據支撐.

1 試驗裝置與試件設計

以某實際工程中橫截面為2 250 mm×1 500 mm的矩形鋼管混凝土柱為原型，綜合考慮試驗室的加載能力和模型縮尺對分配梁傳力原理的影響，確定按5∶1的縮尺比例設計試件，即取尺寸為450 mm×300 mm的矩形鋼管混凝土柱作為本文開展試驗研究的試件.第1批軸壓研究結果表明，由材料強度和縮尺模型引起的鋼管混凝土柱截面尺寸效應等因素對分配梁傳遞豎向荷載的路徑和作用機理影響較小，因此縮尺比例對本文的研究結論影響較小.試件采用Q235B鋼，混凝土強度等級為C40.

進行了3批軸壓力學性能試驗，共15根試件.所有軸壓試件柱腳均為剛接，柱頂為鉸接.其中，第1批4個試件的試驗結果在文獻[10]中已有詳細報道，本文主要針對第2、3批試件的試驗結果進行分析，并與第1批試件的主要試驗結果進行比較分析.

為了模擬工程中豎向荷載在巨型鋼管混凝土柱截面中的實際傳遞路徑，試驗時通過加載“凳子”將豎向作動器的荷載直接作用于試件的管壁.第1、2批試件采用如圖1所示的加載構造A，即試件柱頂采用水平環板及周邊豎向加勁肋，并通過“凳子”與豎向作動器連接.“凳子”頂板與柱頂混凝土表面留出10 cm高度的空隙，以免試驗過程中“凳子”上的豎向荷載直接作用到核心混凝土.

第1、2批軸壓試驗結果表明，由豎向力產生的附加彎矩使鋼-混凝土界面處產生法向壓應力(“夾鉗”效應)，間接提高了鋼-混凝土黏結作用對荷載傳遞的貢獻，從而增加了分配梁傳遞豎向荷載機理分析的復雜程度，見圖2.

圖1第1、2批試件試驗裝置

Fig.1Testsetupforthe1stand2ndbatchesofspecimens

為了盡量減小“夾鉗”效應對豎向荷載傳遞機理分析的影響，第3批試件直接在在試件柱頂鋼管壁兩側焊接工字型加載梁，通過加載“凳子”與豎向作動器連接(加載構造B)，并在鋼管內壁涂隔離油脂，以忽略鋼-混凝土之間的摩擦力對豎向荷載傳遞的貢獻，見圖3a.同時，為了測得試驗全過程中核心混凝土承擔的豎向荷載，在第3批試件的底板處預開與混凝土面積相同的槽孔，并在核心混凝土下方放置壓力傳感器，見圖3b、3c.

通過設計特殊的加載構造，保障試驗過程中軸向荷載的傳遞路徑為：軸向荷載→加載“凳子”→加載構造A/B→試件鋼管.

軸壓試件設計參數見表1，典型試件設計圖見圖4.

2 試驗現象分析

圖5給出了典型軸壓試件的破壞圖.圖6為剖開鋼管壁后核心混凝土的破壞情況.圖7為分配梁構造及分配梁加環板破壞情況.表2給出了試件軸壓承載力結果.

對比分析3批試驗，結果表明：①管內未設置分配梁或內環板傳力構造的試件LRCFT-6-1和試件LRCFT-6-2的鋼管沿試件高度形成了連續屈曲波，靠近柱頂加勁肋位置的管壁局部鼓曲最明顯，最終破壞現象為鋼管沿核心混凝土縱向脫離而發生鼓曲破壞，但核心混凝土本身仍保持完好，柱頂鋼管與核心混凝土之間軸向變形明顯，試驗極限承載力接近但小于鋼管全截面屈服承載力，表明軸向荷載基本由鋼管承擔，核心混凝土基本不承擔豎向荷載，鋼-核心混凝土共同工作性能差.②加載構造A的設分配梁試件，管壁局部鼓曲均發生在柱高中部以上位置，但位置具有隨機性，核心混凝土破壞模態主要與分配梁截面的抗彎剛度有關，分配梁截面為H200×100× 10×10的試件發生了混凝土壓潰破壞，而分配梁截面為H130×70×6×6的試件核心混凝土未壓碎.③加載構造B的設分配梁試件，均在加載梁下方鋼管的較寬面發生局部屈曲破壞，核心混凝土均未壓碎，與設分配梁截面H200×100× 10×10但采用加載構造A的試件對比表明，“夾鉗”效應對核心混凝土所承擔的荷載有較大的影響.④設置分配梁加內環板的試件，鋼管沿試件高度形成了連續屈曲波，且核心混凝土均發生壓潰破壞.⑤僅設分配梁的試件，分配梁兩端形成剪切屈服段，發生較大的塑性變形，部分試件的分配梁端部產生貫通的撕裂裂縫，而分配梁中間段變形不明顯.⑥設置分配梁加內環板構造的試件，分配梁和內環板均未產生明顯的塑性變形，見圖7d.

a 試驗裝置照片

圖3 第3批試件試驗裝置

表1 軸壓試件設計參數表

注：以典型試件LRCFT-6-H1+D1-S為例，6代表管壁壁厚為6 mm，H代表分配梁截面類型，D代表內環板，S代表管壁內設縱向加勁肋.

3 分配梁受力分析

從分配梁破壞模式可以看出，分配梁均發生了剪切破壞，部分試件分配梁的上、下翼緣與鋼管壁交界處發生了鋼材撕裂破壞，分配梁腹板與管壁交界處觀測到自底向上的撕裂裂縫.將分配梁與內環板結合設置后，混凝土發生了壓潰破壞，而傳力構造基本未產生變形.

為研究分配梁構造受力機理，第3批試件在分配梁腹板上布置埋入式應變片，根據三向應變片測量結果確定測點處的第1、第3主應變及剪應變分布，三向應變片布置照片見圖8.

圖9給出了第3批試件中典型試件的分配在不同軸壓荷載階段布置在梁腹板上應變花測量得到的第1、第3主應變分布.分析圖9中主應變發展規律可知，當軸壓荷載達到0.3Nu時，分配梁兩端腹板逐漸進入塑性，軸向荷載為0.5Nu時，分配梁兩端腹板的第1主應變急劇增大，多處應變片失效，梁端進入剪切屈服.

圖10根據第3批試件的分配梁腹板應變花測量結果，給出了軸向荷載N與腹板測點處的剪應變γ的關系和剪切屈服應變γy(γy=fv/G=0.58fy/G，其中fv為鋼材抗剪強度，fy為鋼材實測屈服強度，G為鋼材剪切模量，G=79×103Pa).由圖10可知，隨著軸向荷載N的施加，盡管各測點的剪應變差別較大，但曲線趨勢基本一致，分配梁端腹板測點的N-γ曲線有明顯的拐點，剪應變γ逐漸增大，最終在梁端形成剪切塑性鉸，而分配梁中間段基本保持在剪切彈性狀態.圖10d、10e因部分應變片失效，試件LRCFT-10-H3-1缺腹板左上和腹板左下的數據，試件LRCFT-10-H3-2缺腹板右下的數據.

a LRCFT-6-1

b LRCFT-6-H1+D1

d LRCFT-8-H1

e LRCFT-10-H1

f LRCFT-10-H3-2

a LRCFT-6-1

b LRCFT-6-H1+D1

c LRCFT-6-H1+D1-S

d LRCFT-8-H1

e LRCFT-10-H1

f LRCFT-10-H3-2

b LRCFT-10-H2-3

c LRCFT-10-H3-1

d LRCFT-6-H1+D1-S

b 應變花布置照片

試件批次試件編號鋼材屈服強度fy/MPa混凝土軸心抗壓強度fck/MPa首次鼓曲荷載/kN試驗極限承載力Nu/kN名義承載力N0/kN分配梁破壞情況混凝土是否壓碎第1批LRCFT61380.343.93 2748 905否LRCFT62380.343.92 7218 905否LRCFT6H1380.343.96 5098 905塑性破壞否LRCFT6H1+D1380.343.98 0038 905彈性,無變形壓碎第2批LRCFT6H1+D1S286.833.28 3678 5077 072彈性,無變形壓碎LRCFT8H1290.933.25 5687 7007 508塑性破壞出現壓塑裂縫LRCFT8H2290.933.24 9786 6287 508塑性破壞否LRCFT10H1289.133.27 0989 0228 218塑性破壞壓碎LRCFT10H21289.133.26 8928 0098 218塑性破壞否第3批LRCFT10H22355.533.07 3197 8739 163塑性破壞否LRCFT10H23355.533.04 7386 2919 163塑性破壞否LRCFT10H31355.533.04 9537 0359 163塑性破壞否LRCFT10H32355.533.05 4857 0979 163塑性破壞否LRCFT10H4355.533.04 8785 7909 163塑性破壞否LRCFT10H5355.533.04 5556 3479 163塑性破壞否

注：根據我國規程[6]，定義名義承載力N0=fyAs+fckAc，fy為鋼材屈服強度實測值，As為鋼管截面面積，fck為混凝土軸心抗壓強度試驗實測值，Ac為核心混凝土截面面積.

629 kN, 0.1Nu

1 887 kN, 0.3Nu

3 145 kN, 0.5Nu

579 kN, 0.1Nu

1 737 kN, 0.3Nu

2 895 kN, 0.5Nu

4 巨型柱軸壓承載性能影響因素分析

4.1 鋼管-混凝土黏結作用的影響

為考察鋼管-混凝土黏結作用對巨型鋼管混凝土柱軸壓承載性能的影響，在第1批試件中，設計了試件LRCFT-6-1與LRCFT-6-2，2個試件唯一的差別是LRCFT-6-1在混凝土澆筑前，在鋼管內壁涂油，以忽略黏結作用的影響，而LRCFT-6-2則不做任何處理，以考慮鋼管-核心混凝土界面間自然黏結的影響，其他條件完全一致，且均不設置任何傳力構造.圖11a將LRCFT-6-1與LRCFT-6-2的軸向荷載-位移(N-Δ)曲線進行了對比，因LRCFT-6-2出現了鋼管焊縫撕裂的非正常破壞模式，導致其承載力比涂油的LRCFT-6-1試件承載力還低，但在曲線進入塑性階段前，LRCFT-6-2的彈性剛度高于LRCFT-6-1，表明鋼-混凝土黏結作用參與了軸向荷載傳遞.為進一步研究黏結作用對巨型鋼管混凝土柱的軸壓承載性能的影響，分別建立考慮和不考慮黏結作用的有限元模型進行計算，由圖11b可知，黏結作用對巨型鋼管混凝土柱軸壓承載性能影響較小.

a 測點位置示意

b 試件LRCFT-10-H2-2

c 試件LRCFT-10-H2-3

d 試件LRCFT-10-H3-1

e 試件LRCFT-10-H3-2

f 試件LRCFT-10-H4

4.2 分配梁的影響

試件LRCFT-6-1與LRCFT-6-H1的唯一區別是前者不設分配梁而后者設分配梁.圖12將LRCFT-6-1與LRCFT-6-H1的豎向荷載-位移曲線進行了對比.可以看出，2個試件均表現出了良好的延性性能，鋼管內設置分配梁的LRCFT-6-H1試件，極限承載力明顯大于LRCFT-6-1，表明分配梁可有效將作用在鋼管壁上的力傳遞給核心混凝土，且遠大于鋼管-核心混凝土黏結作用的影響.

4.3 分配梁截面的影響

考慮到“夾鉗”效應及黏結作用對混凝土承受內力的影響，同時考慮到第1、2批試件未直接測量混凝土承擔的荷載，無法量化分配梁的荷載傳遞能力，因此，本小節僅對第3批設不同截面分配梁的試件進行對比分析.

第3批試件中除LRCFT-10-H2-2外，其余5根試件只是采用的分配梁截面不同，其余均相同.圖13將第3批采用加載構造B的5根試件的試驗豎向荷載-位移曲線、混凝土承擔荷載-位移曲線、鋼管承擔荷載-位移曲線進行了匯總對比.圖中，混凝土承擔的荷載通過壓力傳感器測得，鋼管承擔荷載由試驗機豎向力與壓力傳感器測力的差值得到.圖中，試件的名義承載力用虛線標出.

a LRCFT-6-1與LRCFT-6-2試驗荷載-位移曲線

b LRCFT-6-1與LRCFT-6-2有限元荷載-位移曲線

Fig.11Comparisonofaxialload-deformationcurvesbetweenspecimenLRCFT-6-1andLRCFT-6-2

圖12 試件LRCFT-6-2與LRCFT-6-H1荷載-位移曲線

Fig.12Comparisonofaxialload-deformationcurvesbetweenspecimenLRCFT-6-2andLRCFT-6-H1

根據圖13可以看出，①試件試驗承載力均未達到軸壓名義承載力.②為研究分配梁破壞模態及傳力機制，第3批試件的分配梁特意取較小的截面，保證分配梁的塑性破壞發生在混凝土的壓碎破壞之前.圖中混凝土試驗承擔的荷載均未達到名義承載力，表明本文對分配梁截面尺寸的設計達到試驗目的.③混凝土承擔的荷載取決于分配梁橫截面的大小.隨著分配梁截面尺寸的增大，混凝土能夠承擔的荷載增大.分配梁塑性屈服后傳遞混凝土的荷載基本維持不變，因此在試驗后期混凝土荷載-位移曲線呈現出水平段的特征.④設置加載構造B試件的鋼管均未達到全截面屈服.主要原因是，加載梁下方的鋼管實際上受到集中荷載作用，鋼管非均勻受力導致其無法達到全截面屈服.⑤所有設置分配梁的試件均表現出良好的延性性能.通過前文對分配梁構造破壞模式的分析可知，在試驗中分配梁的梁端產生明顯的塑性變形.分配梁受力示意如圖14所示，當豎向荷載施加在管壁上時，分配梁類似于“扁擔”支撐在核心混凝土上.試驗現象中試件頂部鋼管與核心混凝土之間出現的相對滑移實質來源于分配梁在受力過程中產生的剪切塑性變形.本文試件良好的延性性能是基于分配梁在破壞之前較好的塑性變形能力.

a 試驗豎向荷載-位移曲線匯總

b 混凝土承擔荷載-位移曲線匯總

c 鋼管承擔荷載-位移曲線匯總

a 加載前b 試件破壞時

圖14分配梁受力示意圖

Fig.14Mechanismofdistributivebeam

4.4 不同傳力構造的影響

試件LRCFT-6-H1與LRCFT-6-H1+D1的差別只是后者增設了內環板.圖15將LRCFT-6-H1與LRCFT-6-H1+D1的豎向荷載-位移曲線進行了對比.由圖15可以看出，與僅設置分配梁相比，將分配梁與內環板結合設置后，試件承載力顯著增大.圖15中，試件LRCFT-6-H1+D1荷載位移曲線出現了下降段，是由于核心混凝土發生了壓潰破壞(根據試驗現象確定，見圖6b).

圖15 LRCFT-6-H1與LRCFT-6-H1+D1荷載-

Fig.15Comparisonofaxialload-deformationcurvesbetweenspecimenLRCFT-6-H1andLRCFT-6-H1+D1

4.5 “夾鉗效應”的影響

設置不同加載構造對混凝土承擔力的影響主要取決于“夾鉗”效應對混凝土承擔荷載的影響.第3批試件特別針對這種情況進行了對比.圖17分別將試件LRCFT-10-H2-2與試件LRCFT-10-H2-3豎向荷載-位移曲線、混凝土承擔荷載-位移曲線以及鋼管承擔荷載-位移曲線進行了對比.圖16a、16b、16c中的縱坐標N分別代表豎向總荷載、鋼管承擔的豎向荷載與核心混凝土承擔的豎向荷載.

由圖16可知，設置加載構造A的試件，混凝土承擔的荷載明顯高于設置加載構造B的試件，高出約大1 000 kN左右.以上結果表明第3批試件采用加載構造B及在鋼管內壁涂油措施后明顯減小了“夾鉗”效應的不利影響，為量化分配梁傳遞豎向荷載的能力提供了可用的數據.設置加載構造B之后，鋼管由于受到集中荷載導致無法達到全截面屈服.因此，試件LRCFT-H2-3的鋼管極限承載力也小于試件LRCFT-H2-2.

b 鋼管承擔的軸向荷載-位移曲線

c 混凝土承擔的豎向荷載-位移曲線

Fig.16Comparisonofaxialload-deformationcurvesbetweenspecimenLRCFT-10-H2-2andLRCFT-10-H2-3

5 結論

(1) 軸壓系列試驗主要針對分配梁構造和分配梁加內環板構造兩種傳力措施展開.從試件破壞模式可以得出，分配梁發生剪切破壞，在梁端區域形成剪切屈服段，大部分塑性變形在剪切屈服段產生，分配梁剪切屈服段以外區域的塑性變形不明顯；部分試件分配梁梁端腹板及上、下翼緣出現貫通撕裂裂縫；分配梁加內環板構造未破壞.

(2) 對比自然黏結與設分配梁的試件，可知在鋼管內設置分配梁構造后，試件的極限承載力顯著增大，分配梁將作用在鋼管壁上的力傳一部分給核心混凝土，使核心混凝土也參與承擔一部分工作.從比較中可以看出，分配梁所起的作用遠大于黏結強度所起的作用，可以說明采用分配梁這種傳力構造形式是十分有效的.

(3) 通過分析得出，當豎向荷載施加在管壁上時，分配梁類似于“扁擔”支撐在核心混凝土上.試驗現象中試件頂部鋼管與核心混凝土之間出現的相對滑移實質來源于分配梁在受力過程中產生的剪切塑性變形.當僅考慮分配梁構造傳力時，混凝土承擔的荷載取決于分配梁傳遞荷載的能力與分配梁下方局部混凝土的承壓能力.隨著分配梁截面尺寸的增大，混凝土能夠承擔的荷載增大.

(4) 試件LRCFT-6-H1與LRCFT-6-H1+D1的差別只是后者增設了內環板.通過對比LRCFT-6-H1與LRCFT-6-H1+D1的豎向荷載-位移曲線可以看出，與僅設置分配梁相比，將分配梁與內環板結合設置后，試件承載力顯著增大.

(5) 設置加載構造A的試件，混凝土承擔的荷載明顯高于設置加載構造B的試件，高出約大1 000 kN左右，表明第3批試件采用加載構造B及在鋼管內壁涂油措施后明顯減小了“夾鉗”效應的不利影響，為量化分配梁傳遞豎向荷載的能力提供了可用的數據.