帶 T 形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱 軸壓力學性能研究

　　摘 要：為研究帶 T 形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱的軸壓性能，對 11 根組合柱進行軸壓試驗，試驗參數為型鋼翼緣寬度、型鋼翼緣厚度、型鋼腹板高度、體積配箍率、截面形式。研究組合柱的破壞形態、荷載-位移曲線、應變發展規律，分析組合柱的受力機理和各參數對其軸壓性能的影響;采用 ABAQUS 軟件建立模型，在驗證模型正確的基礎上進一步研究更多參數包括組合柱的材料屬性(混凝土強度、鋼材強度)和幾何參數(型鋼翼緣(腹板)尺寸、鋼管徑厚比)對組合柱軸壓性能的影響。研究表明，峰值荷載過后，在箍筋和型鋼的共同約束作用下，鋼管外圍混凝土性能得到改善，組合柱延性較好;鋼管外圍混凝土強度對組合柱的峰值荷載、強度系數和延性系數影響較大，增大鋼管徑厚比可顯著改善組合柱的延性。

　　王朋; 李龍堂; 史慶軒; 王斌， 建筑結構學報 發表時間：2021-11-10

　　關鍵詞：組合柱;軸壓性能;試驗研究;數值模擬;延性性能

　　0 引言

　　組合柱作為組合結構的重要組成部分，一直受到研究領域和工程領域的廣泛關注。鋼管混凝土疊合柱是現代工程應用較多的組合柱形式之一，其由核心鋼管混凝土和鋼管外的鋼筋混凝土疊合而成，截面形式如圖1所示。近年來，專家學者對鋼管混凝土疊合柱進行軸壓性能[1-3]和抗震性能[4-6]的試驗研究與理論分析，結果表明，鋼管混凝土疊合柱具有較高的承載力和較好的延性;同時也發現一些問題[7-11]，鋼管混凝土疊合柱的外圍鋼筋混凝土與內置鋼管混凝土力學性能差異較大，協同變形能力差，其承載力和延性主要是由鋼管外圍混凝土力學性能所控制，不能發揮核心鋼管混凝土強度高、延性好的特點，限制了鋼管混凝土疊合柱的應用。

　　為優化鋼管混凝土疊合柱鋼管外圍混凝土的力學性能，學者們提出了一些解決方案。徐亞豐等[12]提出采用外包角鋼對鋼管混凝土疊合柱進行加固;代巖等[13] 在此基礎上提出采用CFRP(碳纖維)和角鋼復合加固的形式;楊勇等[14]提出采用預應力鋼帶加強外圍混凝土約束作用;蔡景明等[10]提出采用ECC(Engineered cementatious composites，簡稱ECC，是一種具有假應變硬化特性和優越裂縫控制能力的高性能纖維增強水泥基復合材料)取代鋼管混凝土疊合柱的外層混凝土。上述方案均能在一定程度上改善鋼管混凝土疊合柱的受力性能，但也存在施工較復雜、造價高等問題，且部分方案對施工工藝、設備要求較高，不利于廣泛用于實際工程之中。

　　本文提出一種帶T形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱截面形式，如圖2(b)和(c)所示，鋼管外布置的型鋼翼緣可以改善鋼管外混凝土的約束性能，減小鋼管內外混凝土的力學性能差異，同時翼緣型鋼兼具縱筋的作用，減少柱中縱筋數量，便于施工。通過軸壓試驗，研究帶T形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱的破壞特征和軸壓特性;并采用ABAQUS有限元軟件分析不同參數對該類組合柱軸壓性能的影響，為其后續研究和工程應用提供參考。

　　1 試驗概況

　　1.1 試件設計與制作

　　試驗共設計11根型鋼混凝土組合柱試件，包括：9 個帶T形鋼翼緣的內置圓鋼管組合柱、1個帶T形鋼翼緣的內置方鋼管組合柱和1個“十”字形型鋼混凝土組合柱，其截面形式如圖2所示。設計參數包括內置型鋼翼緣寬度、型鋼翼緣厚度、型鋼腹板高度、截面形式和體積配箍率，詳細參數見表1。試件截面尺寸均為 250mm×250mm，柱高為750mm，保護層厚度為15mm，箍筋和縱筋的直徑分別為8mm、16mm，采用C40混凝土。方鋼管邊長為80mm，圓鋼管外直徑為90mm，二者的厚度均為5mm。型鋼和鋼板均采用Q235級，箍筋和縱筋分別采用HPB300級和HRB400級。組合柱的設計滿足規范[15]中的相關規定。腹板的主要作用是提供豎向承載力和為型鋼翼緣提供拉力，當腹板厚度較大時，超出厚度需要部分的腹板則僅僅發揮承擔豎向承載能力作用，而對改善混凝土橫向約束貢獻較小[16]，因此，通過調節腹板厚度來保證各試件的含鋼率相同。

　　1.2 材料力學性能

　　試件中的混凝土和鋼材按照《混凝土物理力學性能試驗方法標準》(GB/T 50081-2019)[17]和《金屬材料拉伸試驗第1部分：室溫試驗方法》(GB/T 228.1-2010) [18]的有關規定測定其力學性能。實測結果見表2和表3。1.3 加載裝置與加載制度

　　采用YAJ-20000kN微機控制電液伺服壓剪試驗機進行加載，試件底部和頂部設有鋼墊板，加載裝置如圖3所示。依 據 《 混 凝 土 結 構 試 驗 方 法 標 準 》( GB/T 50152-2012)[19]進行加載;對試件物理對中后;首先， 對試件施加0.1Pmax(Pmax為試件預估極限荷載)，保證試件處于軸心受壓狀態;其次，采用荷載-位移混合加載方式對試件進行正式加載，0.7Pmax前采用荷載控制， 0.7Pmax后轉為位移控制，如圖4所示。

　　1.4 測點布置與測量內容

　　試件中應變片的布置如圖5所示，以測量試件在軸壓過程中混凝土、鋼筋、型鋼和鋼管的應變發展情況，鋼筋應變采用應變片量測，鋼板應變采用應變花量測;位移計的布置如圖3所示。

　　2 試驗結果與分析

　　2.1 試驗過程與破壞形態

　　在軸壓過程中，三種截面組合柱破壞過程及特征類似，以試件SRC2-2為例描述其破壞過程及特征如下。

　　加載初期，組合柱表面無變化;當加載至2000kN (約0.4倍峰值荷載)左右時，組合柱上下兩端角部開始出現多條長約50mm的豎向裂縫;當加載至3500kN (約0.65倍峰值荷載)左右時，柱中間位置處出現長約 100mm的豎向裂縫，柱端角部處的豎向裂縫開始向柱中部延伸，柱兩端處的豎向裂縫寬度有所增加。當加載至4000kN(約0.8倍峰值荷載)左右時，組合柱兩端柱角處混凝土的豎向裂縫長度和寬度繼續增加，并有少許混凝土剝落;當加載至5000kN(峰值荷載)左右時，組合柱兩端柱角的豎向裂縫向柱中部延伸并與柱中部豎向裂縫相交;峰值荷載之后隨著豎向位移增加，柱端角部豎向裂縫寬度約從0.1mm增長到0.5mm且豎向裂縫逐漸貫通整個柱身，柱端角部混凝土逐步壓潰脫落，組合柱的承載力逐漸降低;當荷載下降到峰值荷載的80%左右時，保護層混凝土完全剝落，箍筋外露并向外鼓曲，縱筋出現明顯屈曲，型鋼翼緣部分露出，型鋼翼緣和箍筋內側混凝土并沒有出現大量剝落，此時組合柱的承載力幾乎不變，試驗加載結束。試件 SRC2-2試件的破壞過程如圖6所示。

　　2.2 荷載-位移曲線

　　通過試件SRC2-2試驗現象和破壞過程分析，組合柱具體的破壞過程可分為彈性階段、裂縫發展階段、承載力下降階段、承載力穩定階段四部分。組合柱的典型荷載-位移曲線如圖7所示。

　?、購椥噪A段(o-a)：即從組合柱初始加載到剛度發生變化階段。在此階段中，組合柱外表面沒有明顯的裂縫，只在柱端角部出現少許豎向裂縫，原因是在柱端角部存在應力集中現象，此處的混凝土更早的達到極限強度，混凝土出現豎向裂縫。

　?、诹芽p發展階段(a-b)：從剛度開始變化到峰值荷載階段。在此階段中，組合柱腹部開始出現豎向裂縫，在柱端角部處混凝土出現多條豎向裂縫;當達到峰值荷載b點時，箍筋保護層混凝土開始分離，同時柱端角部混凝土破壞程度加劇。

　　③承載力下降階段(b-c)：從峰值荷載到承載力下降階段。峰值荷載之后，保護層混凝土開始大面積剝落，箍筋向外鼓曲，縱筋屈曲，組合柱兩端混凝土開始壓碎并逐漸剝落。

　?、艹休d力穩定階段(c-d)：組合柱的保護層混凝土逐步剝落，箍筋出現明顯外凸，縱筋屈曲更加明顯，型鋼翼緣外露;型鋼翼緣內側混凝土未明顯壓碎，僅出現微小豎向裂縫。

　　試驗結果表明，SRC1、SRC2-2和SRC3三種截面形式組合柱的最終破壞形態類似，型鋼翼緣外側混凝土及保護層處的混凝土脫落、箍筋外露、縱筋屈曲，核心區混凝土在箍筋和型鋼翼緣的約束作用下未被明顯壓碎，表明鋼管外混凝土的約束性能得到顯著改善。隨體積配箍率的增加(試件SRC2-9、SRC2-5、SRC2-8 的體積配箍率依次為1.04%、1.31%和1.74%)和翼緣寬度增加(試件SRC2-1、SRC2-2、SRC2-3的翼緣寬度依次為80mm、90mm和100mm)，試件保護層混凝土在加載后期剝落越嚴重。

　　2.3 應變分析

　　2.3.1 混凝土應變

　　圖8為試件SRC1和SRC2-2中混凝土應變的發展情況。由圖可知，組合柱表面中部處的混凝土橫(豎)向應變發展趨勢分為兩個階段：彈性階段和塑性發展階段。彈性階段，混凝土的橫(豎)向應變基本呈線性增長，彈性階段基本符合胡克定律;塑性階段，混凝土的橫向應變增長加快，豎向應變發展規律不明顯。

　　當混凝土的橫向應變增長速率發生較大變化時認為混凝土已經開裂，大部分組合柱的開裂荷載為 5000kN左右。達到峰值荷載時，組合柱的混凝土豎向應變普遍高于0.002，表明保護層處的混凝土達到極限抗壓強度。因此，計算組合柱峰值荷載時可以考慮保護層混凝土對承載力的貢獻。

　　2.3.2 縱筋和型鋼腹板應變

　　圖9(a)、(b)分別為試件SRC1和SRC2-2中縱筋的應變發展情況，峰值荷載之前，縱筋應變曲線出現明顯拐點且應變值在0.002附近，說明此時縱筋開始屈服;在峰值荷載時，縱筋應變增長速率變大且應變值均大于0.002。圖9(c)、(d)分別為試件SRC1和SRC2-2 中型鋼腹板應變發展情況，型鋼腹板豎向應變發展和縱筋相似;峰值荷載時，型鋼腹板的豎向應變都大于 0.002，此時型鋼腹板屈服;峰值荷載后，型鋼腹板橫向應變急劇增加，型鋼翼緣外側中部測點處應變數值向反方向發展(圖10)，腹板對翼緣有牽制作用。

　　2.3.3 型鋼翼緣應變

　　圖10為試件SRC1和SRC2-2中型鋼翼緣中部的應變發展情況，是指型鋼翼緣和腹板相交翼緣外部位置處的應變(位置詳見圖5)。翼緣中部橫向(豎向)應變發展表現先增長后下降趨勢;在某一時刻(大部分位于峰值荷載附近)型鋼翼緣中部應力狀態發生改變。在此之前，箍筋和型鋼翼緣共同限制混凝土的橫向變形，且主要以箍筋約束為主;之后，箍筋對內部混凝土的約束能力達到極限，在核心區混凝土的橫向膨脹下，型鋼翼緣開始向平面外彎曲，型鋼翼緣中部橫向應變開始減小，后期主要以型鋼翼緣約束核心混凝土限制其橫向變形，并提高核心混凝土的承載力。因此，在峰值后，型鋼翼緣能對混凝土產生約束作用，從而改善外圍混凝土力學性能，減小與管內混凝土的差異。

　　2.3.4 箍筋和鋼管應變

　　圖11(a)、(b)分別為試件SRC1和SRC2-2中箍筋的應變發展情況。在混凝土開裂之前箍筋應變增長緩慢，對核心混凝土約束不明顯;當保護層混凝土開裂后，核心混凝土受壓橫向膨脹，箍筋應變急劇增長;達到峰值荷載時，組合柱的箍筋應變都在0.002左右，此時箍筋屈服;峰值過后，箍筋外圍混凝土開始剝落，混凝土橫向變形繼續增大，箍筋應變繼續急劇增長，箍筋對核心混凝土的約束作用更加顯著。此外，峰值荷載時，箍筋應變增長速率為內置十字型>內置圓鋼管，表明內置圓鋼管組合柱更好的限制核心區混凝土的橫向變形。

　　圖11(c)、(d)分別為試件SRC2-2和SRC2-3中鋼管的應變發展情況。峰值荷載之前，鋼管橫向(豎向)應變增長速率較為緩慢，幾乎呈線性增長;峰值荷載之后，鋼管的豎向應變迅速增加，表明此時鋼管對混凝土產生明顯約束作用。此外，試件SRC2-2和SRC2-3 的型鋼翼緣寬度分別為90mm和100mm，隨著翼緣寬度增加，鋼管環向應變增長速率突變位置提前(峰值荷載時、峰值荷載后)，表明通過增加翼緣寬度能有效限制核心混凝土橫向膨脹變形，進而抑制鋼管環向變形。

　　2.4 參數分析

　　本文采用強度系數(SI)、延性系數(μ)、韌性系數TI[20]和延展性系數Du [21]來評估組合柱軸壓性能。

　　式中：Np為峰值荷載;Ncom為各材料強度與相應面積乘積的線性組合值;E為組合柱消耗的能量;Δy、Δp、Δu 依次為屈服位移、峰值位移和荷載下降到0.85Np對應的位移，?y為屈服荷載對應的位移，按文獻[22]取值;Kd 為組合柱承載力下降段速率，計算見表4。圖12為各設計參數下組合柱的荷載-位移曲線。

　　2.4.1 型鋼翼緣寬度(bf)

　　試件SRC2-1、SRC2-2和SRC2-3的型鋼翼緣寬度依次為80mm、90mm、100mm，含鋼率相近依次為11.42%、 11.74%、11.61%。由表4和圖12(a)可知，隨著翼緣寬度增加，荷載-位移曲線ab段的剛度增加，其他階段變化不明顯，峰值荷載和強度系數與含鋼率成正相關，翼緣寬度對峰值荷載和強度系數幾乎無影響;此外，延性系數從5.21增加到7.65。因此，在相同含鋼率條件下，增加型鋼翼緣寬度對組合柱的峰值荷載、強度系數和韌性系數無顯著影響，但會提高組合柱的延性。

　　2.4.2 型鋼翼緣厚度(tf)

　　試件SRC2-6、SRC2-5和SRC2-7的型鋼翼緣厚度分別為10mm、12mm、14mm，含鋼率分別為11.48%、 11.61%、11.74%。由表4和圖12(b)可知，隨著翼緣厚度增加，荷載-位移曲線bc段的承載力下降較快，組合柱的峰值荷載和強度系數先增后減，延性系數增加，韌性系數降低。

　　2.4.3 型鋼腹板高度(hw)

　　試件SRC2-4、SRC2-2和SRC2-5的腹板高度依次為 30mm、35mm、40mm，含鋼率依次為11.74%、11.74%、 11.61%。由表4和圖12(c)可知，隨腹板高度增加，荷載-位移曲線oa段的剛度有所下降，bc段承載力下降緩慢，峰值荷載和強度系數在5%范圍內波動，延性系數呈先增后減趨勢，韌性系數變化幅度較小。

　　2.4.4 體積配箍率(ρv)

　　試件SRC2-8、SRC2-5和SRC2-9的體積配箍率依次為1.74%、1.31%、1.04%，含鋼率均為11.61%。由表4 和圖12(d)可知，隨著體積配箍率的增加，荷載-位移 bc段承載力下降緩慢，峰值荷載和強度系數呈先增后減趨勢，延性系數從3.62增長到7.02，下降段速率(Kd)減小，即增加體積配箍率可提高組合柱的延性。

　　2.4.5 截面形式

　　試件SRC1、SRC2-2、SRC3的核心區配鋼截面形式依次為十字形、圓形、方形。由表4和圖12(e)可知，內置圓鋼管的荷載-位移曲線bc段承載力下降緩慢，下降速率(Kd)小于內置十字型和內置方鋼管，內置圓鋼管組合柱的延性系數和韌性系數多數高于內置十字型組合柱，表明組合柱在峰值荷載后期，內置圓鋼管組合柱的優越性充分發揮，改善了組合柱的延性性能。此外，內置圓鋼管組合柱的強度系數SI與延展性系數D 成正相關，表明隨著型鋼約束混凝土面積的增加，核心混凝土強度提高越顯著。內置方鋼管新型組合柱承載力下降快、延性差，原因是在承載力后期內置方鋼管發生向外鼓曲，且與方鋼管連接的型鋼屈曲變形較大，導致組合柱承載力下降快、延性差。

　　3 有限元分析

　　3.1 有限元模型的建立

　　3.1.1 材料本構

　　混凝土采用塑性損傷模型模擬，選用三種混凝土受壓本構，其中，鋼管內混凝土選用韓林海[23]所建立的鋼管約束混凝土本構模型，鋼管外型鋼翼緣和箍筋約束的混凝土采用趙憲忠提出的基于Mander模型修正的鋼骨約束混凝土本構模型，保護層混凝土采用混凝土規范[24]中單軸受壓本構模型，如圖13所示?；炷恋氖芾緲嬕嗖捎没炷烈幏吨袉屋S受拉本構模型，混凝土的泊松比取0.2，混凝土彈性模量按規范取值。

　　鋼材本構關系采用理想彈塑性模型，鋼材的泊松比取0.3，彈性模量取206000MPa，鋼筋、鋼板和鋼管的屈服強度按材性試驗測定取值。

　　3.1.2 模型建立

　　型鋼、鋼管和混凝土均采用C3D8R單元，縱筋和箍筋采用 T3D2 單 元 。 縱 筋 和 箍 筋 采 用 將 其 內 置(embedded)到整個模型中;鋼管、型鋼與混凝土之間采用綁定(tie)連接;柱頂設置參考點RP-1并與柱頂面耦合約束，將荷載作用在參考點上控制加載，柱底面采用完全固定。三種截面形式的型鋼-混凝土組合柱的裝配圖和各部件的網格劃分情況如圖14所示。

　　3.2 有限元模型的驗證

　　圖15為組合柱峰值荷載時的混凝土損傷分布情況，結果顯示在組合柱兩端和四個角部混凝土損傷較為嚴重，能較好的反映試驗中混凝土損傷情況，與試驗結果一致。SRC2-2組合柱的破壞模式如圖16所示，模型中的縱筋和內部型鋼-鋼管骨架的破壞形態與試驗類似。表5中給出模擬與試驗峰值荷載比值的平均值為 0.991，標準差為0.034。圖17為數值模擬和試驗所得荷載-位移曲線對比情況，可知，模擬曲線的上升段和下降段均與試驗曲線吻合較好，試件SRC1、SRC2-1、 SRC2-2、SRC2-3、SRC2-4、SRC2-5、SRC2-6、SRC2-7、 SRC2-8、SRC2-9和SRC3的模擬極限承載力與試驗極限承載力的比值依次為0.96、1.01、1.02、0.99、0.99、0.97、 0.98、1.06、1.01、0.98和0.93，誤差較小，故本次建立的有限元模型是有效的，可用于后續參數分析。

　　3.3 參數分析

　　以試件 SRC2-2 為基本試件，首先，分析鋼管內外混凝土強度等級(C40、C60、C80)及型鋼翼緣、腹板和鋼管強度等級(Q235、Q345、Q420)對帶 T 形鋼翼緣的內置圓鋼管組合柱軸壓性能的影響。其次，分析型鋼翼緣(腹板)尺寸、鋼管徑厚比對組合柱軸壓性能的影響，各試件詳細參數見表 6。

　　3.3.1 混凝土強度

　　圖18(a)為鋼管內外混凝土為不同強度等級條件下組合柱的峰值荷載、強度系數和延性系數。由圖可知，鋼管內(外)混凝土強度的提高，組合柱的峰值荷載提高，而強度系數和延性系數減少。鋼管外混凝土強度較鋼管內混凝土強度對組合柱強度系數、延性系數和峰值荷載的影響大，反映出組合柱的延性隨鋼管外層混凝土強度的提高而變差;鋼管外混凝土強度等級為C40時組合柱的強度系數在1.2左右，而為C80時組合柱的強度系數在1.13左右，表明型鋼翼緣和箍筋對低強度混凝土經約束后的強度提升效果更為顯著。

　　3.3.2 型鋼腹板、型鋼翼緣、鋼管強度

　　圖18(b)為不同鋼材強度條件下組合柱的提升荷載、強度系數和延性系數。由圖可知，組合柱的強度系數隨著型鋼腹板和型鋼翼緣的強度提高而減少，隨著鋼管強度增加略有增加;延性系數隨著型鋼腹板、型鋼翼緣和鋼管的強度增加而減少。為進一步分析型鋼腹板、型鋼翼緣和鋼管強度對組合柱承載力的影響，將各組合柱的峰值荷載減去對照組的峰值荷載得到荷載增值?Np，然后將?Np除以型鋼腹板、翼緣與鋼管面積之比(g:f:y=1:1.26:3.24)，得到組合柱提升的荷載，結果表明，對組合柱承載力影響由大到小依次為鋼管強度、型鋼腹板強度、型鋼翼緣強度。

　　增加鋼管強度提高了管內混凝土側向約束力，而型鋼翼緣和腹板對混凝土的約束力不是連續的，因此，提高鋼管強度比提高腹板、翼緣強度更能顯著改善混凝土的約束性能，對組合柱承載力的提升效果更好。型鋼腹板和型鋼翼緣對外圍混凝土作用效果不同，型鋼腹板改善混凝土約束性能主要通過牽引翼緣實現，而翼緣相當于懸臂構件靠抵抗彎矩約束混凝土。當型鋼翼緣和腹板強度、厚度相近時，翼緣先于腹板屈服。因此，在此條件下，提高型鋼腹板強度能更好的提高鋼管外混凝土力學性能，進而提高組合柱的承載力。

　　3.3.3 型鋼翼緣、腹板尺寸

　　圖18(c)為不同型鋼翼緣寬度、翼緣厚度、腹板高度和腹板厚度時組合柱的峰值荷載、強度系數和延性系數。由圖可知，組合柱的峰值荷載和延性系數都隨型鋼翼緣寬度、翼緣厚度、腹板高度和腹板厚度的增加而提高;強度系數隨著腹板厚度、翼緣寬度和翼緣厚度的增加而降低。表明型鋼翼緣(腹板)尺寸增加能提高組合柱的承載力和延性。

　　增加腹板高度對強度系數SI變化規律與其他不同。原因是，增加型鋼腹板高度使得型鋼翼緣內側包裹的混凝土面積增大，型鋼翼緣外側的混凝土面積減少;開始型鋼翼緣內混凝土強度提升低于外圍混凝土承載力損耗，隨著包裹混凝土面積增大，混凝土強度提升效果遠大于型鋼外圍混凝土強度損耗。因此，腹板高度的增加強度系數SI表現為先降后升。提高組合柱峰值荷載的因素主要有：型鋼翼緣(腹板)的尺寸增加使截面含鋼率提高進而提升組合柱承載力;增大型鋼翼緣寬度(腹板高度)增加受約束混凝土的面積，進而提高組合柱的峰值承載力。

　　3.3.4 鋼管徑厚比

　　組合柱中鋼管有兩個作用：①承擔豎向荷載;② 為鋼管內混凝土提供橫向約束。不同鋼管徑厚比下組合柱的峰值荷載、強度系數及延性系數變化如圖18(d)所示。由圖可知，鋼管的徑厚比為10、14、18、20、 22和24，隨鋼管徑厚比增加組合柱的峰值荷載呈現先增后減的趨勢，而組合柱的強度系數逐漸減小，基本在1.2左右;延性系數從2.1增長到2.4，表明增加鋼管徑厚比能提高組合柱的延性。

　　4 結論

　　通過對帶T形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱試驗研究和數值模擬，可得以下主要結論：

　　(1)帶T形鋼翼緣的核心鋼管混凝土組合柱的破壞過程可分為四個階段：彈性階段、裂縫發展階段、承載力下降階段、承載力穩定階段;峰值荷載過后，在箍筋和型鋼的共同約束作用下，鋼管外(型鋼翼緣內部)混凝土無明顯壓碎，鋼管外混凝土性能得到顯著改善，提高了組合柱的延性性能。

　　(2)提高鋼管內(外)混凝土強度，組合柱的峰值荷載增加，強度系數和延性系數減少。型鋼翼緣和箍筋對低強度混凝土經約束后的強度提升效果更為顯著。隨型鋼腹板、翼緣和鋼管強度的增加，組合柱的峰值荷載提高，對組合柱承載力影響由大到小依次為鋼管強度、型鋼腹板強度、型鋼翼緣強度。

　　(3)隨型鋼翼緣寬度、翼緣厚度、腹板高度、腹板厚度的增加，組合柱的峰值荷載、殘余承載力、彈性段剛度和延性系數均提高;體積配箍率增加，組合柱延性和峰值荷載提高不顯著;增大鋼管徑厚比可顯著改善組合柱的延性。