內(nèi)置非貫通型鋼STRC 柱壓彎承載力計算研究

王秋維，趙 航，史慶軒，王 璐

(1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西，西安 710055；2.結(jié)構(gòu)工程與抗震教育部重點實驗室(西安建筑科技大學)，陜西，西安 710055；3.陜西工業(yè)職業(yè)技術(shù)學院土木工程學院，陜西，咸陽 712000)

隨著現(xiàn)代建筑向超高層和重載化方向發(fā)展，鋼筋混凝土(RC)框架柱承擔的豎向荷載越來越大，柱截面尺寸也相應增加，這使得結(jié)構(gòu)底部容易形成延性差的短柱甚至超短柱。基于此，TOMII 等[1]提出鋼管約束鋼筋混凝土(steel tubed reinforced concrete，STRC)柱的概念，即采用外包鋼管約束RC 柱，鋼管在柱兩端斷開，不直接承擔豎向荷載，僅提供充分的約束作用。

近年來，國內(nèi)外對STRC 柱的抗震性能展開了較多研究，研究表明鋼管僅提供橫向約束時，可有效避免發(fā)生局部屈曲[2-6]，同時鋼管約束延緩了混凝土損傷發(fā)展，可將柱體剪切破壞轉(zhuǎn)變?yōu)閺澢茐?，高軸壓下柱仍具有良好的變形能力[7-11]。然而，由于鋼管在柱底斷開，其抗彎能力不能被充分利用，同時柱梁節(jié)點處無外包鋼管約束，導致節(jié)點區(qū)域會發(fā)生混凝土壓潰破壞，存在節(jié)點先于構(gòu)件破壞的可能性。我國青島海天中心項目[12]在應用STRC 柱時，提出設(shè)置型鋼短柱來改善節(jié)點的強度和剛度，如圖1 所示，在此方案中，型鋼短柱同時也起到改善STRC 柱塑性鉸性能的作用，可見，內(nèi)置型鋼增強可同時滿足結(jié)構(gòu)“強節(jié)點、弱構(gòu)件”和“強柱弱梁”的抗震設(shè)計要求。

圖1 內(nèi)置非貫通型鋼增強STRC 柱節(jié)點Fig.1 STRC column joint reinforced with built-in non-through steel

采用型鋼短柱增強節(jié)點時，型鋼需在柱內(nèi)伸入一定長度，形成內(nèi)置非貫通型鋼增強STRC柱，與無內(nèi)置型鋼的普通STRC 柱相比，此類新型組合柱的破壞可能發(fā)生在柱根部及型鋼-混凝土過渡面兩個部位。然而，目前對非貫通型鋼增強STRC 柱的破壞機理及承載力研究還比較缺乏，基于此，本文通過內(nèi)置不同長度型鋼STRC 柱及無型鋼試件的擬靜力試驗，分析型鋼長度對柱受力機理等的影響，并采用數(shù)值模擬探索內(nèi)置型鋼對STRC 柱的增強機理，進而提出2 種破壞形態(tài)柱的壓彎承載力計算模型，建立內(nèi)置型鋼合理長度的確定方法，研究結(jié)果為內(nèi)置非貫通型鋼STRC 柱的設(shè)計提供理論依據(jù)。

1 試驗概況

共設(shè)計3 個內(nèi)置非貫通型鋼STRC 柱及1 個無型鋼普通STRC 柱對比試件。內(nèi)置型鋼長度分別為100 mm、250 mm、450 mm。鋼管采用Q235 級鋼材，直徑D為273 mm，壁厚t為3 mm，縱筋采用HRB400 級鋼材，直徑14 mm、箍筋采用HPB300 級鋼材，直徑8 mm，型鋼采用Q235 級鋼材，尺寸為148 mm×100 mm×6 mm×9 mm，試驗軸壓比nt為0.5，試件主要設(shè)計參數(shù)見表1，構(gòu)造形式及截面尺寸如圖2 所示。

表1 試件主要設(shè)計參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

圖2 試件構(gòu)造及截面尺寸 /mmFig.2 Dimensions and details of specimens

試驗加載裝置如圖3 所示，采用荷載-位移混合控制加載方式，屈服前采用荷載控制，每級增加10 kN 循環(huán)1 次，屈服后為位移控制，按屈服位移Δy的倍數(shù)(1.5Δy、2Δy、…)進行加載，每級循環(huán)3 次，加載至試件嚴重破壞或不宜繼續(xù)承載時停止加載。測點布置如圖4 所示，主要測量內(nèi)容包括：① 柱頂水平荷載及位移，用于分析試件水平承載力、滯回性能和延性等；② 柱下端450 mm范圍內(nèi)(由底梁頂面起算)的鋼管應變，原因為根據(jù)有限元預研結(jié)果，鋼管最大彎矩發(fā)生在450 mm左右，故取此范圍研究鋼管縱橫向應力的梯度變化。

圖3 試驗加載裝置Fig.3 Test loading setup

圖4 測點布置 /mmFig.4 Layout of measurement points

2 試驗結(jié)果及分析

2.1 破壞現(xiàn)象

加載過程中各試件的破壞現(xiàn)象相似，以典型試件STRC-3 為例進行描述，如圖5 所示。當達到屈服位移Δy時，鋼管斷開處開始產(chǎn)生水平裂縫，鋼管與混凝土之間有少量滑移；達到峰值位移Δp時，受壓側(cè)混凝土保護層部分剝落，鋼管與混凝土之間產(chǎn)生明顯錯動；達到極限位移Δu時，水平裂縫貫通并發(fā)展迅速，受壓側(cè)混凝土壓酥剝落，鋼管未見明顯鼓曲，這表明鋼管約束可以有效延緩混凝土損傷發(fā)展，充分發(fā)揮混凝土抗壓作用。對比試件STRC-3 與STRC-1～STRC-2 可以發(fā)現(xiàn)，柱底截面構(gòu)造及軸壓力均相同時，后者裂縫寬度顯著大于前者，肉眼可見內(nèi)部縱筋與型鋼出現(xiàn)滑移特征。

圖5 試件STRC-3 破壞形態(tài)Fig.5 Failure mode of STRC-3

加載結(jié)束后剝離外包鋼管，核心混凝土的破壞如圖6 所示，通過觀測可知，內(nèi)置型鋼長度l=250 mm 的試件破損范圍最廣(約為250 mm)，l=450 mm 的試件與無型鋼試件破損范圍接近(約為100 mm)，但前者混凝土壓潰更嚴重，l=100 mm的試件在型鋼-混凝土過渡面存在明顯水平裂縫，分析產(chǎn)生這種現(xiàn)象的原因主要為：

圖6 核心混凝土破壞形態(tài)Fig.6 Failure pattern of core concrete

1) 采用型鋼增強后，柱截面中和軸位置會向受拉側(cè)偏移，混凝土受壓面積增大，破損范圍隨之增加。

2) 無內(nèi)置型鋼時，柱底彎矩最大，此部位最先破壞；l=100 mm 和250 mm 時，型鋼與混凝土之間存在較多的黏結(jié)滑移，截面壓彎承載力由柱底向過渡面逐漸減弱，導致破壞時損傷范圍增大；l=450 mm 時，由于型鋼長度較為充分，黏結(jié)滑移減小，內(nèi)置型鋼范圍內(nèi)各截面抗彎承載力差異較小，其彎矩與截面抗力的關(guān)系與無型鋼試件相似，因此兩者破損范圍接近。

2.2 荷載-位移曲線

試件的荷載-位移曲線如圖7(a)～圖7(d)所示，其中，P和Δ分別為柱端加載點水平荷載和位移，圖7(e)為水平承載力隨l的變化，由圖可知：

圖7 試件滯回曲線及水平承載力Fig.7 Hysteresis curves and lateral bearing capacity of specimens

1) 內(nèi)置型鋼長度l越大，滯回曲線越飽滿，主要原因為，l越長，型鋼抗彎發(fā)揮越充分，耗能也越大；同級位移下，滯回環(huán)基本重合，強度無明顯退化，表明鋼管約束可顯著延緩混凝土損傷發(fā)展。

2) 與無內(nèi)置型鋼的試件相比，當l=100 mm 時柱水平承載力僅提高4.4%；l=250 mm 時提高幅度可達28.7%；l=450 mm 時承載力提高37.6%。相比于l的增長，承載力增長速度減緩，表明，內(nèi)置型鋼長度僅在一定范圍內(nèi)影響較為明顯。

2.3 鋼管應力分析

薄壁鋼管受力可近似為平面應力問題，根據(jù)彈塑性理論[14]對應變進行處理，求解鋼管雙向應力，采用Von Mises 屈服準則判斷鋼管屈服，以等效應力達到屈服強度為準，等效應力σz按式(1)計算：

式中：σv為鋼管縱向應力；σh為鋼管橫向應力。

各試件鋼管應力發(fā)展規(guī)律相似，以典型試件STRC-3 為例，提取正向加載每級最大位移與應力的關(guān)系進行分析，圖8 為其h=30 mm、450 mm 處鋼管橫向、縱向及等效應力-位移關(guān)系曲線，圖9 為沿高度分布的鋼管縱向應力-位移曲線。由圖可知：

圖8 鋼管應力-位移曲線Fig.8 Stress-displacement curves of steel tube

圖9 鋼管縱向應力-位移曲線Fig.9 Longitudinal stress-displacement curves of steel tube

1)h=30 mm 處鋼管以橫向應力σh為主，峰值荷載時等效應力σz較大，縱向應力σv則相對較小，鋼管為混凝土提供了充分的橫向約束。

2)h=450 mm 處鋼管以縱向應力σv為主，峰值荷載時達200 MPa～300 MPa，橫向應力σh較小，在50 MPa 以內(nèi)，等效應力σz未達到屈服強度。

3) 鋼管拉壓側(cè)均有明顯縱向應力，由中部向端部遞減，呈“中部彎曲大，端部小”的特征?？紤]到鋼管具有一定厚度，鋼管縱向應力對截面抗彎承載力的貢獻不宜忽略。

3 有限元分析

3.1 模型建立與驗證

采用有限元軟件ABAQUS 建立有限元模型，如圖10 所示，其中混凝土與型鋼采用8 節(jié)點減縮積分實體單元C3D8R，外包鋼管采用4 節(jié)點減縮積分殼單元S4R，鋼筋采用桁架單元T3D2。鋼筋單元采用嵌入(embedded)方式內(nèi)嵌于混凝土與底梁單元中，柱底與底梁頂面之間設(shè)置接觸面，接觸面屬性選擇內(nèi)聚力行為(cohesive behavior)考慮裂縫開展，此模型的主要力學特征符合混凝土受拉應力-應變關(guān)系[15]，其中界面法向剛度knn為混凝土彈性模量32 500 N/mm2，初始破壞應力為混凝土抗拉強度2.39 N/mm2，損傷模式采用位移控制，極限破壞點取10 倍混凝土峰值拉應變。鋼管與混凝土、型鋼與混凝土界面間均采用硬接觸(hard contact)方式考慮界面行為，鋼管與混凝土之間摩擦系數(shù)取0.6[16]，考慮到鋼管約束的影響，型鋼與混凝土之間粘結(jié)強度采用文獻[17]的建議公式。

圖10 有限元模型Fig.10 Finite element model

鋼材的本構(gòu)關(guān)系均采用雙折線模型，強化系數(shù)取0.01，泊松比取0.3?；炷帘緲?gòu)關(guān)系采用塑性損傷模型(concrete damaged plasticity model)，并采用文獻[18]方法對混凝土三向約束下的延性發(fā)展進行模擬。邊界條件為底梁底面完全固定，參考點RP1 與柱頂面耦合，并在其上施加軸向壓力，參考點RP2 與加載頭耦合，并施加水平力和位移。

各試件滯回曲線模擬與試驗結(jié)果的對比如圖7所示，可見曲線形狀吻合較好，模擬水平荷載峰值誤差為2.1%，兩者比值的均方差為0.06。圖11為典型試件STRC-3 模擬與試驗破壞形態(tài)的對比，兩者均為壓彎破壞，且破壞集中在柱根區(qū)域，可見，有限元模型具有較好的適用性。

圖11 破壞形態(tài)對比Fig.11 Comparison of failure modes

3.2 型鋼增強機理分析

以試驗試件為例，提取模擬結(jié)果中峰值荷載時的試件變形，如圖12 所示，可見柱根主要以壓彎變形為主。當型鋼長度l較短時，型鋼與混凝土之間容易發(fā)生滑移，彎矩不能充分傳遞至型鋼，型鋼彎曲變形較小，對試件抗彎貢獻??；隨著l增大，型鋼受彎能力增大，試件的協(xié)同工作性能顯著改善。

圖12 試件變形圖(變形放大10 倍)Fig.12 Deformation diagram of specimens(The deformation is magnified by 10 times)

為進一步探明型鋼受彎機理及相關(guān)因素的影響，將型鋼與混凝土界面間作用力分為水平向正應力σhs、豎向正應力σvs、水平向切應力τhs和豎向切應力τvs(含栓釘受剪作用力)4 種，如圖13 所示。用各應力在型鋼單元上產(chǎn)生的等效節(jié)點力對型鋼根部截面中心軸取矩，即可獲得其在型鋼根部產(chǎn)生的彎矩Mσh、Mσv、Mτh和Mτv。由于試驗試件數(shù)量有限，以試件STRC-3 參數(shù)為基礎(chǔ)，設(shè)計102 個擴展試件進行分析，主要變化參數(shù)為型鋼長度l取100 mm～600 mm，長度間隔100 mm，nt取0.1～0.7，徑厚比取60～200，栓釘間距取50 mm～200 mm，剪跨比取3～6，配筋率取1.1%～4.4%，分析表明，軸壓比、栓釘間距、徑厚比為影響型鋼彎矩大小的主要因素。具體如圖14 所示，由圖可知：

圖13 型鋼與混凝土界面應力Fig.13 Interface stress between section steel and concrete

圖14 不同參數(shù)對型鋼彎矩的影響Fig.14 Influence of different parameters on bending moment of section steel

1) 隨型鋼長度l增大，Mσh及總彎矩M顯著提升，在達到1.4D～1.6D后趨于穩(wěn)定。

2) 軸壓比相同時，各試件Mσv大小相近，軸壓比越大則Mσv越大，Mσv在總彎矩中的占比隨l增大逐漸減小。

3) 栓釘間距越小，Mτv值越大，在總彎矩中占比越高，當l達到1.5D后，栓釘間距影響則不明顯。

4) 徑厚比D/t越大，鋼管對過渡面抗彎承載力的貢獻越小，此時過渡面易發(fā)生破壞，型鋼受彎不充分，繼續(xù)增大型鋼長度可使型鋼受彎趨于穩(wěn)定。

3.3 鋼管應力分析

以內(nèi)置型鋼長度l=450 mm 的試件為例，取徑厚比分別為200 和50 進行對比分析，峰值荷載時鋼管縱向應力分布如圖15(a)所示，可見，過渡截面縱向應力遠高于橫向應力，鋼管以抗彎為主，柱根截面鋼管橫向應力屈服，縱向應力趨于0，以橫向約束為主。當徑厚比較小時，鋼管發(fā)生彎曲時對過渡截面提供的抗彎作用較大，而柱根截面鋼管不直接參與抗彎，對截面抗彎承載力貢獻相對較小，破壞易發(fā)生于柱底；反之，當徑厚比較大時，鋼管的抗彎貢獻減小，使得過渡面抗彎承載力減弱，破壞易發(fā)生于此截面，如圖15(b)所示。

圖15 試件破壞形態(tài)及鋼管應力Fig.15 Failure mode of the specimens

提取峰值荷載時鋼管及核心RC 柱體的彎矩和軸力占比，如圖16 所示，其中，Mt和Mrc分別為鋼管和核心鋼筋混凝土的彎矩，Nt和Nrc為兩者的軸力。由圖可知，鋼管的彎矩在30%左右，表明過渡截面承載力中鋼管的貢獻不宜忽略，鋼管軸力占比為6%左右，可見鋼管主要起抗彎作用。

圖16 過渡截面各分量占比Fig.16 Proportion of each component of transition section

4 柱壓彎承載力

確定柱破壞控制截面是計算其壓彎承載力的前提，由于設(shè)計中會設(shè)置滿足型鋼與混凝土協(xié)同工作的抗剪連接件[19-20]，以充分發(fā)揮型鋼的增強作用，因此在型鋼與混凝土具有良好協(xié)同變形的條件下開展以下分析。

4.1 柱根截面壓彎承載力

鋼管在柱根截面處僅提供約束作用，試件以壓彎破壞為主，可采用《鋼管約束混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)標準》(JGJT 471-2019)[13]中STRC 柱截面壓彎承載力計算的基本假定及方法，并在STRC 柱基礎(chǔ)上疊加型鋼部分，表達公式為：

式中：Nb、Mb分別為柱中縱筋所受的豎向壓力和彎矩；Na、Ma為柱中型鋼所受的豎向壓力和彎矩，其余參數(shù)詳見現(xiàn)行規(guī)范規(guī)定[13]。采用式(2)和式(3)對試驗及模擬試件進行計算，模擬試件選取黏結(jié)充分，破壞發(fā)生于柱根的內(nèi)置型鋼STRC 柱，計算與試驗和數(shù)值模擬結(jié)果的對比如圖17 所示，其中Pf為理論公式計算結(jié)果，Pa為試驗及模擬結(jié)果。由圖可知，試件STRC-3 中l(wèi)最大，型鋼與混凝土協(xié)同作用好，計算與試驗結(jié)果接近，而試件STRC-1、STRC-2 由于滑移影響明顯，計算結(jié)果偏大，模擬試件的計算誤差在10%以內(nèi)，表明公式可以合理求解柱根截面承載力。

圖17 理論與模擬(試驗)結(jié)果對比Fig.17 Comparison of theoretical and simulation (test)results

4.2 過渡截面壓彎承載力

當發(fā)生過渡面破壞時，鋼管與混凝土相互錯動較為明顯，兩者截面應變不協(xié)同，將過渡截面彎矩分解為核心RC 柱彎矩Mrc和鋼管彎矩Mt兩部分，軸向荷載則近似認為由核心鋼筋混凝土部分承擔，忽略鋼管影響。Mrc可采用規(guī)范[13]中STRC 柱的承載力表達式，但混凝土約束強度fcc需考慮鋼管彎曲引起的影響，鋼管彎矩Mt則需結(jié)合柱體變形進行求解，截面承載力求解公式如式(4)和式(5)所示：

式中：Mt為鋼管部分彎矩；Mb為縱筋部分彎矩；Nb為縱筋部分承擔軸力；其余參數(shù)見文獻[13]。

4.2.1 鋼管彎矩Mt

1)B點截面位置

如圖18 所示，以B點為分界，上、下部鋼管受力類似懸臂柱，B點彎矩值主要受其沿柱高位置以及A、B點間相對側(cè)移Δt影響。

圖18 鋼管變形及受力狀態(tài)Fig.18 Deformation and force state of steel tube

B點為核心RC 柱彎曲產(chǎn)生的力作用點，其位置主要由核心RC 柱相對于上、下端連線的最大撓度fl位置決定，如圖19 所示。數(shù)值分析結(jié)果表明：當l>1/3H時，B點位置與過渡截面位置相近；當l<1/3H時，B點位置在1/3H左右，如圖20 所示，其中H為柱體高度。

圖19 核心RC 柱撓度Fig.19 Deflection of core RC column

圖20 B 點截面位置Fig.20 Section position of point B

2) 鋼管A、B點相對側(cè)移Δt

由于混凝土與鋼管的相互作用，鋼管的相對側(cè)移Δt近似等于核心RC 柱在A、B點的相對側(cè)移，若直接利用試驗及有限元結(jié)果回歸此側(cè)移，涵蓋多自變量的函數(shù)及擬合公式將較為復雜，且所得結(jié)果離散型大，由于側(cè)移主要與截面曲率相關(guān)，基于已有參數(shù)擬合曲率意義明確且便于應用。因此，結(jié)合過渡截面上部柱曲率分布特征，對柱曲率分布進行擬合，結(jié)果如式(6)和式(7)所示：

式中： φ1為過渡截面曲率；x為截面到過渡面距離與Hu比值；λu為Hu與D比值。

根根據(jù)前述分析，當l>1/3H時，可取過渡截面位置為B點高度，A、B點側(cè)移為Δt1，如圖21所示；當l<1/3H時，可近似取1/3H位置為B點高度，A、B點側(cè)移為Δt2?？紤]截面位置關(guān)系，對式(6)進行二重積分可得：

圖21 鋼管A、B 點相對側(cè)移Fig.21 Relative lateral shift of steel tube points A and B

式中：Hu為過渡截面上部柱高；μ為過渡截面至1/3H截面距離與Hu的比值。

3) 鋼管彎矩Mt

在確定側(cè)移Δt后，先建立側(cè)移Δt和B點截面彎矩MB的關(guān)系，結(jié)合材料與幾何特征可知，曲線存在明顯的彈性階段、屈服點和硬化特征，采用雙折線模型表達Δt和MB關(guān)系，如圖22 所示，其中，MBy為截面屈服彎矩。由于截面以彎曲變形為主，近似符合平截面假定，可得：

圖22 鋼管側(cè)移-彎矩關(guān)系曲線Fig.22 Lateral displacement-bending moment relationship curve of steel tube

初始剛度為：

式中：HB為B點至柱頂高度；D為鋼管外徑；d為鋼管內(nèi)徑。

考慮鋼管硬化可以更為準確對比柱根與過渡截面的承載力，硬化剛度K2主要與初始剛度K1和材料硬化系數(shù)k相關(guān)，如圖23 所示，硬化剛度K2如式(11)所示：

當l>1/3H時，過渡面鋼管彎矩即為B點截面鋼管彎矩：

當l<1/3H時，過渡面Mt在鋼管端部與B點截面之間采用線性插值求解，其中鋼管端部彎矩為0，B點截面彎矩MB取1/3H位置處計算，即：

鋼管彎矩的理論公式與模擬結(jié)果對比如圖24所示，計算誤差在10%以內(nèi)，滿足截面承載力的計算要求。

圖24 理論公式與模擬結(jié)果對比Fig.24 Comparison between theoretical formula and simulation results

4.2.2 混凝土約束強度fcc

混凝土約束強度fcc可由等效約束應力fel計算[13]。在過渡截面中，鋼管受彎會顯著降低其對混凝土的橫向約束作用，提取峰值荷載時混凝土受壓區(qū)約束鋼管橫向應力均值，發(fā)現(xiàn)當l>1/3H時，橫向應力fh主要與軸壓比nt存在較明顯的線性關(guān)系，如圖25 所示；當l<1/3H時，除與nt相關(guān)外，橫向約束應力還隨l長度減小近似呈線性增長。根據(jù)上述特征，引入折減系數(shù)α 來考慮鋼管受彎對等效約束應力fel的影響，如式(14)、式(15)所示：

圖25 過渡截面鋼管橫向應力Fig.25 Transverse stress of steel tube at transition section

4.3 STRC 柱承載力及內(nèi)置型鋼臨界長度llim

有限元分析中，型鋼含鋼率和鋼管徑厚比分別為4%～8%和90～200，分析結(jié)果表明：在此范圍內(nèi)，由于內(nèi)置型鋼的增強作用，相同軸力下，STRC 柱根截面壓彎承載力高于過渡截面。但通常柱體所受彎矩呈三角形分布，如圖26 所示，過渡截面彎矩M1小于柱根截面彎矩M2，STRC 柱的承載力及破壞位置需要進一步判斷。由受力分析可知，當l較短時，破壞發(fā)生在過渡截面，l較長時破壞發(fā)生在柱根截面。故內(nèi)置型鋼長度存在一個臨界值llim，當l

圖26 STRC 柱受力狀態(tài)Fig.26 Force state of STRC column

根據(jù)受力特征，可得內(nèi)置型鋼臨界長度llim表達式(16)，在實際應用中，表達式Δ1和Δ2的計算復雜，為便于應用，忽略軸力N 產(chǎn)生的附加彎矩，表達式則進一步簡化為式(17)。為驗證簡化公式的適用性，提取有限元模擬結(jié)果中考慮二階效應的型鋼臨界長度l1，將其與式(17)計算結(jié)果l2進行比較，如圖27 所示，計算結(jié)果誤差在10%以內(nèi)，可見，簡化公式可較為準確確定內(nèi)置型鋼的臨界長度llim。

圖27 臨界長度比值Fig.27 Ratio of critical length

式中：H為柱高；M1和M2為過渡截面及柱根截面的抗彎承載力；N為軸壓力；Δ1和Δ2分別為柱頂相對過渡截面及柱根截面?zhèn)认蛭灰啤?/p>

5 結(jié)論

本文通過擬靜力試驗結(jié)合有限元模擬，探討了內(nèi)置非貫通型鋼STRC 柱的破壞模式，以及內(nèi)置型鋼長度和外包鋼管的影響機制，并對柱根及過渡截面壓彎承載力進行分析，得到以下結(jié)論：

(1) 各試件均發(fā)生壓彎破壞，主要集中在柱根區(qū)域，內(nèi)置型鋼試件裂縫分布更廣，混凝土損傷面更大。各滯回曲線較為飽滿，同級位移下，剛度和承載力基本無退化，加載后期仍具有穩(wěn)定承載力。

(2) 內(nèi)置型鋼越長，型鋼受彎越充分。臨界內(nèi)置型鋼長度內(nèi)，STRC 柱性能隨內(nèi)置型鋼長度增加而顯著提升，當超過臨界長度后，內(nèi)置型鋼受彎充分，STRC 柱性能不再隨l增加而明顯提升。

(3) 在水平荷載作用下，STRC 柱鋼管產(chǎn)生彎曲變形，在柱根處主要提供橫向約束作用，在過渡截面主要提供抗彎作用。鋼管與混凝土之間產(chǎn)生明顯錯動，平截面假定不再適用。

(4) 參數(shù)分析表明，破壞有發(fā)生于過渡截面的可能，提出過渡截面和柱根截面壓彎承載力各自計算方法，并根據(jù)截面承載力計算內(nèi)置型鋼臨界長度llim，當內(nèi)置型鋼長度小于臨界長度，柱體水平承載力由過渡截面承載力確定，反之由柱根截面承載力確定。