五邊形截面型鋼混凝土巨型柱軸壓性能研究

曹萬林 王 浩 殷 飛 郭瑞潔

（北京工業大學城市建設學部，北京 100124）

0 引言

巨型柱框架結構廣泛應用于國內的大型超高層建筑抗震設計中，以北京中國尊大廈、天津117大廈、深圳平安金融中心、上海中心大廈等為代表的超高層建筑均采用了包含巨型柱框架的結構體系［1］。巨型柱在巨型框架結構中承擔大部分豎向荷載，為了降低巨型柱的截面尺寸，提高其承載能力，巨型柱較多地使用了高強混凝土。然而，隨著混凝土強度的提高，構件的變形能力降低，將型鋼應用于混凝土柱中可以有效改善其變形能力。此外，超高層建筑外形風格迥異，為滿足獨特外形設計下的建筑平面布置和內部空間使用需求，異形截面柱在工程中得到越來越多的應用。

周緒紅等［2-3］對方形和圓形截面鋼管約束型鋼混凝土柱的軸壓性能及抗震性能進行了系列試驗研究，并與普通型鋼混凝土柱進行了對比，結果表明：采用外包鋼管代替縱筋和箍筋能夠有效改善型鋼混凝土柱的力學性能，在試驗基礎上建立了鋼管約束型鋼混凝土柱的承載力計算公式。文獻［4-6］對乒乓球拍形和直角梯形異形截面型鋼混凝土柱進行了抗震性能試驗研究，研究表明：鋼骨和鋼筋的配置以及截面形式是試件抗震性能的主要影響因素，基于條帶法建立了乒乓球拍形截面和直角梯形截面型鋼混凝土柱的承載力計算公式。曹萬林等［7］、韓林海等［8］、楊勇等［9］研究了型鋼布置方式、型鋼含鋼率、體積配箍率、混凝土強度等參數對型鋼混凝土柱軸壓性能的影響，基于規范并考慮箍筋和型鋼的約束效應，建立了型鋼混凝土柱的軸壓承載力計算公式。陳宗平等［10-12］對L 形、T 形、十字形截面型鋼混凝土柱進行了系列抗震性能試驗與理論研究，分析了不同截面形式與配鋼形式的異形截面型鋼混凝土柱的破壞機理，以及扭彎比、配鋼形式、配箍率等參數對抗震性能的影響，提出了合理的構造措施與承載力計算方法。

目前，對于圓形、矩形截面型鋼混凝土柱的研究已較為深入，對于異形截面型鋼混凝土柱的研究主要集中于十字形、T 形和L 形截面，而截面構造更加復雜的異形截面型鋼混凝土柱力學性能的研究相對較少。此外，由于加載設備的限制，目前關于型鋼混凝土柱的試驗研究多數局限于截面尺寸較小的試件，不能真實地反映型鋼混凝土巨型柱的軸壓性能。因此，進行較大尺寸多邊異形截面型鋼混凝土柱的軸壓性能試驗研究及理論分析，具有重要工程價值和理論意義。

1 試驗概況

1.1 試件設計

設計了2 個五邊形截面內置“鋼板連接的分布式矩形鋼管型鋼”混凝土柱試件，試件編號分別為SRC-55 和SRC-75。試件原型為國內某超高層建筑型鋼混凝土巨型柱，截面縮尺比例為1∶8.1，試件SRC-55、SRC-75所采用的混凝土強度等級分別為C55 和C75，其他設計參數均相同。柱身縱筋采用14 根直徑20 mm 的鋼筋，縱筋截面總面積As=4 398 mm2，配筋率為1.52%。柱身箍筋直徑為12 mm，間距80 mm，體積配箍率為1.16%，箍筋保護層厚度為20 mm。型鋼采用6 mm 厚鋼板焊接而成，截面含鋼率為5.61%。試件截面最大邊長為700 mm，柱高1 800 mm。為防止混凝土局部壓碎，分別在柱頂和柱底300 mm高度區域進行箍筋加密，箍筋間距為50 mm。試件的主要設計參數見表1，試件截面構造及尺寸見圖1。

圖1 試件構造及截面尺寸（單位：mm）Fig.1 Details of specimen and cross-sectional dimensions（Unit：mm）

表1 試件設計參數Table 1 Design parameters of specimens

1.2 材料性能

參照《普通混凝土配合比設計規程》［13］，設計了0.28 和0.37 兩種水膠比，粗骨料采用連續級配的山碎石，細骨料采用級配良好的河砂。配合比以及實測混凝土標準立方體（150 mm×150 mm×150 mm）抗壓強度平均值fcu，m見表2?？v筋和箍筋均采用熱軋HRB400 級鋼筋，型鋼采用Q345 級鋼。實測鋼材的極限強度、屈服強度、彈性模量以及伸長率見表3。

表2 混凝土強度及配合比Table 2 Mixing proportion and strength of concrete

表3 鋼材力學性能Table 3 Mechanical properties of steel

1.3 加載裝置及測點布置

試驗在北京工業大學結構試驗中心進行，加載裝置為70 000 kN 多功能電液伺服加載實驗系統，上部加載端設有平板鉸支座，與試件頂部接觸面之間設置力傳感器，加載裝置見圖2（a）。參考文獻［14］中的方法，將混凝土面積按強度等效原則換算成鋼材面積，然后計算試件的形心位置，加載時將試件形心放置于加載底座的中心處。同時，在試件四個方向各布置一個豎向位移計，監測試件的軸向變形。在試件三邊距柱底450 mm、900 mm 以及1 350 mm 處分別布置一個縱向混凝土應變片（C1—C3）。在試件中部截面布置型鋼（S1—S3）、縱筋（R1—R3）、箍筋（G1—G3）應變片。位移計及應變測點布置如圖2（b）所示。

圖2 加載裝置及位移計和應變測點布置（單位：mm）Fig.2 Arrangement of loading device，displacement transducers and strain gauges（Unit：mm）

采用加載-卸載-再加載的方式研究試件在重復荷載下的軸壓性能。首先對試件進行預加荷載，荷載值為1 000 kN，并持荷5 分鐘，在確保采集系統正常工作后，進行正式加載。首先采用力控制加載，荷載達到20 000 kN 之前，每級荷載增量為4 000 kN；荷載達到15 000 kN 之后，每級荷載增量為2 000 kN。峰值點后采用位移控制加載，每級位移增量為1.5 mm。每級加載完成后，均卸載至1 000 kN。當試件承載力下降至峰值承載力的85%以下，或者試件出現嚴重破壞時，試驗結束。

2 試驗結果及分析

2.1 破壞特征

試件SRC-55 與試件SRC-75 具有相似的破壞過程，以試件SRC-55為例對試件的損傷發展情況進行說明。加載初期，試件處于線彈性工作狀態，荷載隨位移呈線性增長，加載端混凝土輕微起皮，沒有明顯的破壞現象。加載至峰值荷載的85%左右時，試件的剛度明顯下降，東側、西側、南側頂端出現多條豎向裂縫，其中截面斜邊側（東側）和短邊側（北側）頂端混凝土大塊剝落，如圖3所示。加載至峰值荷載時，西北角上端部混凝土剝落嚴重，西側、北側和東側豎向裂縫充分延伸，最大裂縫寬度達到3 mm，東北角上端部混凝土部分剝落，如圖4所示。

圖3 加載至峰值荷載85%時的損傷形態Fig.3 Damage state when loaded to 85% of peak load

圖4 峰值荷載點損傷形態Fig.4 Damage state at peak load point

峰值荷載后繼續加載，荷載降至峰值荷載的90%左右時，混凝土發出劈裂聲響，東北側向東南側發展出貫穿的斜裂縫，東側裂縫發展充分，北側上端部混凝土剝落嚴重；試件的斜邊側（東）和最短邊側（北）混凝土率先壓潰、剝落，如圖5 所示。最終，試件各角部混凝土劈裂，加載端混凝土剝落嚴重，試件西北角部、西南角部保護層混凝土有整體剝落趨勢，東側沿主豎向裂縫和斜裂縫混凝土大量剝落。剖開外部混凝土，未見內部型鋼有明顯局部屈曲現象，如圖6 所示。試件最終破壞形態見圖7。

圖5 下降至峰值荷載90%時試件損傷形態Fig.5 Damage state when load dropped to 90% of peak load

圖6 型鋼破壞形態Fig.6 Destruction form of section steel

圖7 試件最終破壞形態Fig.7 Final failure mode of specimens

2.2 荷載-位移曲線

實測各試件的荷載N-位移Δ曲線見圖8，橫坐標取各位移計實測值的均值來表征試件的軸向變形，縱坐標為實測試件軸向荷載。

圖8 荷載-位移曲線Fig.8 Load-displacement curves

對混凝土加載、卸載及再加載剛度的相關理論研究［15-16］表明：素混凝土加載、卸載和再加載的剛度逐漸降低，當混凝土受到有效圍壓作用時，其加載、卸載和再加載的剛度退化不明顯。圖8 中L1 為試件荷載-位移曲線彈性段的加載曲線擬合線，L2 為屈服點的加載曲線擬合線，L3 為屈服點的卸載曲線擬合線，L4 為峰值點的加載曲線擬合線，L5 為峰值點的卸載曲線擬合線。從圖8 可以看出，多次加載卸載過程中，各試件加載剛度和卸載剛度退化不明顯，表明箍筋和型鋼對混凝土具有良好的約束作用。

2.3 骨架曲線

依次連接各試件荷載-位移曲線各級加載循環的峰值點，得到試件SRC-55 和試件SRC-75 的骨架曲線，如圖9所示。試件SRC-55和試件SRC-75 的骨架曲線呈現相似的發展趨勢，可以劃分為三個階段：第一階段是加載初期的線彈性階段，骨架曲線的斜率基本保持不變，荷載快速增長，混凝土和鋼材都處于彈性工作狀態。第二階段是當加載到峰值荷載的85%左右時，試件剛度明顯降低，進入彈塑性工作階段，縱筋、型鋼、箍筋逐漸達到屈服狀態。隨著位移的增加，荷載增長速度逐漸降低，骨架曲線表現出明顯的非線性，直至達到峰值荷載。第三階段為峰值荷載后的下降階段，這一階段保護層混凝土逐漸剝落退出工作，荷載快速下降。對比兩試件的骨架曲線可以發現，試件SRC-75相比于試件SRC-55具有更高的承載力，初始剛度略有提高，但是試件SRC-75的荷載-位移曲線峰值點后的下降段更陡峭，脆性更加明顯。

圖9 荷載-位移骨架曲線對比Fig.9 Comparison of load-displacement skeleton curves

2.4 承載力與變形能力

表4 列出了各試件屈服點（Ny，Δy）、荷載峰值點（Np，Δp）以及破壞點（Nd，Δd）的軸向荷載和位移以及試件的延性系數μ。其中，試件的屈服點采用能量法［17］確定。

表4 試件特征荷載及位移Table 4 Characteristic load and displacement of specimens

試件SRC-75 的屈服荷載、峰值荷載、破壞荷載較試件SRC-55 分別提高了15.51%、15.24%、15.56%，表明提高混凝土強度能夠有效提高試件的軸壓承載力。然而，試件SRC-75的延性系數較試件SRC-55 降低了11.44%，表明混凝土強度較高的試件延性較差，這是因為高強混凝土具有更明顯的脆性。

2.5 耗能能力

型鋼混凝土柱在受荷的過程中，主要依靠型鋼和混凝土的相互作用、混凝土的裂縫開展以及型鋼、縱筋、箍筋的塑性變形耗散能量［17］。耗能能力采用骨架曲線和坐標橫軸包圍的面積來表示。試件達到屈服點（Ey）、峰值點（Ep）以及破壞點（Ed）時的累積耗能見表5和圖10。

圖10 耗能對比Fig.10 Comparion of energy dissipation

表5 試件的累積耗能Table 5 Cumulative energy consumption of specimens

試件SRC-75 在屈服點、峰值點、破壞點的耗能值分別比試件SRC-55 提高了21.5%、32.3%和3.4%，表明提高混凝土強度可以顯著提高型鋼混凝土柱在峰值點之前的耗能能力，而峰值點后因為高強混凝土試件承載力下降更快，耗能能力略有提高。

2.6 應變分析

2.6.1 混凝土應變

比較同一截面不同位置混凝土的應變發展過程，可以發現試件在受壓過程中截面是否受力均勻。試件SRC-55、SRC-75柱中部截面不同位置的混凝土應變發展如圖11 所示。各試件的混凝土應變發展規律相似，加載過程中，截面不同位置的混凝土應變發展較為一致，表明試件受力均勻，沒有發生明顯的偏壓現象。

圖11 混凝土應變Fig.11 Concrete strain

2.6.2 鋼材應變

由于各試件中部截面不同位置的鋼材應變發展較為均勻，取型鋼應變測點S1、縱筋應變測點R1、箍筋應變測點G1 的應變數據進行分析。為方便對比，箍筋應變值取相反數，實測各試件不同加載階段型鋼、縱筋和箍筋的應變發展歷程見圖12。

圖12 型鋼、縱筋和箍筋應變對比Fig.12 Strain comparison of section steel，longitudinal reinforcement and stirrup

由圖12 可知，在加載初期，各試件箍筋應變發展較慢，這是因為在這一階段軸壓荷載較小，試件整體處于彈性工作狀態，混凝土的橫向膨脹較??；繼續加載至峰值荷載的85%左右，各試件的箍筋應變快速增長，這一階段隨著軸壓荷載的增大，試件進入塑性發展階段，混凝土損傷加劇，橫向膨脹速度加快；在試件達到峰值荷載時，箍筋均已達到屈服狀態，表明箍筋強度得到了充分發揮。

型鋼以及縱筋的縱向應變發展與混凝土相似，說明縱筋、型鋼和混凝土具有良好的協調變形能力。加載初期，縱筋的應變顯著大于箍筋應變，且基本保持線性增長，此階段縱筋處于彈性工作狀態；加載中后期，隨著縱向位移的增大，縱筋和型鋼逐漸進入塑性階段，在試件達到峰值荷載時，縱筋和型鋼均已達到屈服狀態。

3 承載力計算

3.1 現有規范計算方法

目前，現有規范關于型鋼混凝土軸壓承載力計算方法主要有三種［19］：①鋼結構穩定理論：歐洲《鋼與混凝土組合結構設計規范》（EN1994-1-1：2004）［20］；②類比鋼筋混凝土構件：美國ACI 318-14 規范［21］；③疊加法：將型鋼混凝土構件承載力分成型鋼和鋼筋混凝土兩部分：中國JGJ 138—2016 規范［22］。采用以上三種規程計算本文型鋼混凝土柱的軸壓承載力，對規范計算方法進行評估。計算結果及誤差分析見表6。

表6 規范計算結果與試驗值比較Table 6 Comparison of normative calculation results and test values kN

采用上述規范計算所得試件的軸壓承載力較試驗實測值低20%左右，過于保守?；诖?，本文分析了箍筋以及型鋼對混凝土的約束機制，建立了考慮不同區域約束效應差異以及箍筋和型鋼約束效應相互耦合的分區域約束混凝土抗壓強度計算方法，提出了五邊形截面型鋼混凝土柱的承載力計算公式。

3.2 五邊形截面型鋼混凝土柱軸壓承載力計算

根據試驗結果，試件達到峰值荷載時，箍筋能夠達到屈服狀態；同時根據有限元分析的結果，型鋼在試件達到峰值荷載時能夠為混凝土提供一定的側向約束力，如圖13（a）所示，箍筋和型鋼均對混凝土具有良好的約束作用?？紤]不同區域約束效應差異以及箍筋和型鋼約束效應相互耦合，將型鋼混凝土柱截面分為三部分：強約束區（型鋼與箍筋復合約束區），弱約束區（箍筋約束區）以及無約束區，如圖13（b）所示，分別計算各分區混凝土強度，然后采用疊加法對試件的軸壓承載力進行計算。為簡化計算過程，在計算中不考慮初始偏心的影響。

圖13 截面約束區劃分Fig.13 Sectional confinement zone division

基于以上對于截面約束區的劃分方式，試件的軸壓承載力可按下式計算：

式中：Nc為型鋼混凝土柱的軸壓承載力；Niv、Nst、Ndb、Ns、Na分別為無約束區混凝土、弱約束區混凝土、強約束區混凝土、縱筋、型鋼所提供的軸壓承載力；Aiv、Ast、As、Aa分別為無約束區混凝土、弱約束區混凝土、縱筋、型鋼截面面積；fc、fcc，g為無約束區、弱約束區混凝土抗壓強度；fs、fa為縱筋、型鋼屈服強度。

3.2.1 無約束區混凝土強度

無約束區混凝土不受箍筋和型鋼的約束，考慮其處于單軸受壓狀態，抗壓強度采用材性試驗實測值。

3.2.2 弱約束區混凝土強度

Mander［23］提出了箍筋對于核心混凝土約束的拱作用模式，在截面上認為拱的作用曲線為二次拋物線，相鄰拋物線的初始斜率為1。由此將約束區混凝土分為兩個區域：箍筋有效約束區和箍筋非有效約束區；在縱向，兩箍筋之間同樣遵從拱作用模式，取弧頂之間的截面作為控制截面，對箍筋有效約束區進行折減，如圖14所示。

圖14 箍筋約束模型Fig.14 Stirrup constraint model

為了簡化計算，對本文的五邊形截面，按面積等效原則轉換為正方形截面計算箍筋的側向約束應力，箍筋各邊的有效側向約束應力可由下式計算［23］：

式中：fle，g為箍筋有效側向約束力；ke為有效約束系數，ke=Ae/Acc，Ae為箍筋有效約束區混凝土面積（圖15 中控制截面中的網格陰影面積），Acc為箍筋內的混凝土面積；ρ為箍筋的面積配筋率；fyv為箍筋的屈服強度。

圖15 鋼管型鋼約束模型Fig.15 Steel constraint model

弱約束區混凝土的抗壓強度fcc，g可按照下式進行計算［23］：

式中，fco為無約束混凝土的軸心抗壓強度。

3.2.3 強約束區混凝土強度

本文所研究試件所采用的型鋼為閉合整體式配鋼，可按鋼管考慮其對混凝土的約束作用。鋼管對核心混凝土的約束作用可以按照間距為零的箍筋考慮［24］，同樣將約束區混凝土劃分為有效約束區和弱約束區，閉合型鋼對于混凝土的約束遵從拱作用模式，如圖15（a）所示。

文獻［24］指出，計算有效約束系數ke時，對于內嵌于混凝土中的多腔鋼管，當鋼管壁被兩個腔體共用時，混凝土將會對鋼管壁的鼓曲產生限制，從而增大腔體內的有效約束區混凝土面積；另一方面，由于同時對兩個腔體內的混凝土產生約束，有一定程度的削弱鋼管對每個腔體的約束效果。綜合考慮以上兩個因素，采用分離模型將多腔構造分為多個獨立的腔體單獨考慮其約束效應，如圖16所示。

圖16 多腔體分離模型Fig.16 Multi-cavity separation model

相關研究［25］表明，非圓形鋼管混凝土的損傷形態與矩形（方形）鋼管混凝土相似。因此將各腔體按照等面積原則簡化為矩形（方形）截面建立平衡方程，計算型鋼的側向約束應力，如圖15（b）所示，根據應力平衡條件，可以建立等式：

式中：a為截面邊長；t為鋼管壁厚；fh為鋼管的側向拉應力，取fh=0.19fy［26］，fy為型鋼的屈服強度；fl為型鋼對混凝土的側向約束應力。

混凝土受到的有效約束應力fle，s可由下式計算：

式中：ke為閉合型鋼對腔體內混凝土的有效約束系數，ke=Ae/Ac；Ae為型鋼有效約束區混凝土面積（圖15 中型鋼內的陰影部分面積）；Ac為型鋼包圍的混凝土面積。

參考文獻［27］，受箍筋和型鋼復合約束的強約束區混凝土受到的側向有效約束應力fle，x，采用將箍筋和型鋼提供的側向有效約束應力線性疊加進行計算：

將式（7）代入式（3）得到強約束區混凝土的抗壓強度fcc，x。型鋼各腔體內混凝土承擔的軸力之和Ndb為

式中：Ai為各腔體內混凝土截面面積；n為型鋼內腔體個數。

采用上述方法計算得到五邊形截面型鋼混凝土柱軸壓承載力與試驗值的對比如表7 所示，誤差在5%以內，表明所提出的計算方法能夠準確地預測五邊形截面型鋼混凝土柱的軸壓承載力。

表7 計算結果與試驗結果對比Table 7 Comparison of calculation results with test results

4 有限元分析

4.1 模型建立

4.1.1 材料本構

混凝土采用塑性損傷模型。為了準確建立型鋼混凝土巨型柱的有限元模型，不同區域混凝土采用不同的受壓本構模型?？紤]不同約束區的有限元模型如圖17 所示，混凝土應力-應變本構模型采用Mander［22］模型。受拉應力-應變本構模型參考文獻［28］。鋼材本構采用理想彈塑性模型。

圖17 有限元分析模型Fig.17 Finite element analysis model

4.1.2 單元類型與相互作用

混凝土采用八節點縮減積分三維實體單元C3D8R，型鋼采用C3D8I 八節點非協調三維實體單元，鋼筋采用兩節點線性三維桁架單元T3D2。型鋼和混凝土的接觸切向行為采用罰函數模型，摩擦系數取0.25，法向行為采用硬接觸［29］。鋼筋籠內置于混凝土中。

4.2 有限元分析結果驗證

從圖18可以看出，有限元計算軸壓承載力與試驗值差值較小，且荷載-位移曲線發展趨勢符合較好。圖19為試件SRC-55不同階段混凝土損傷云圖，模擬損傷情況與試驗結果符合較好?？傮w上，建立的有限元模型能較好地反映試件的軸壓性能。

圖18 有限元計算與實測荷載-位移骨架曲線的比較Fig.18 Comparison between FE and measured load-displacement skeleton curves

圖19 混凝土塑性損傷云圖Fig.19 Concrete-plastic damage cloud maps

4.3 參數分析

以試件SRC-55為例進行參數分析，分析不同參數對五邊形截面型鋼混凝土柱軸壓性能的影響規律。

4.3.1 型鋼強度

選擇Q235、Q345、Q390、Q420 級鋼材進行分析，計算得到如圖20 所示的荷載-位移曲線。型鋼強度從235 MPa 增加到345 MPa 時，試件的承載力提高了8.2%；屈服強度從345 MPa 增加到420 MPa時，試件承載力提高了5.7%，表明提高型鋼強度能夠在等用鋼量下提高試件的軸壓承載力。

4.3.2 混凝土強度

選擇混凝土強度等級C30、C40、C55、C60 進行分析，計算荷載-位移曲線如圖21 所示。相較于試件SRC-30，試件SRC-40、SRC-50、SRC-60 的軸壓承載力分別提高了10.6%、19.2%、26.1%；而延性系數分別降低了33.3%、40.7%、52.0%，表明混凝土強度的提高能夠顯著提高試件的軸壓承載力，但會降低其延性。

圖21 混凝土強度對軸壓性能的影響Fig.21 Influence of concrete strength on axial compression properties

4.3.3 體積配箍率

選擇箍筋直徑D為4 mm、6 mm、8 mm、10 mm進行分析，圖22 為計算荷載-位移曲線。試件SRC-G10、SRC-G8、SRC-G6 軸壓承載力相較試件SRC-G4 分別提高了3.1%、2.8%、1.3%；箍筋直徑從4 mm 增加到10 mm，試件的延性系數提高8.3%，表明在一定范圍內，體積配箍率的增加可以提高試件的軸壓承載力和變形能力，在達到臨界值后，由于箍筋無法達到屈服階段，對試件軸壓性能影響逐漸減小。

圖22 體積配箍率對軸壓性能的影響Fig.22 Influence of volume hoop ratio on the axial compression performance

4.3.4 縱筋配筋率

選擇縱筋配筋率0.73%、1.15%、1.43%、1.88%進行分析，計算得到荷載-位移曲線如圖23。相較于試件SRC-1，試件SRC-2、SRC-3、SRC-4 試件的軸壓承載力分別提高了2.6%、4.4%、6.8%?？梢?，隨著縱筋配筋率的增加，試件的軸壓承載力有小幅度的提高，且試件的軸壓剛度略有增加。

5 結論

通過本文的研究，可以獲得如下主要結論：

（1）不同混凝土強度五邊形截面型鋼高強混凝土巨型柱模型試件在軸向重復荷載下的損傷發展過程相似，斜邊和最短邊損傷更早且相對嚴重。

（2）混凝土強度對五邊形截面型鋼高強混凝土巨型柱的承載力和延性影響顯著，混凝土強度等級由C55 提高到C75，軸壓承載力提高了15.24%，但延性下降了11.44%。

（3）采用中國、美國以及歐洲相關規程計算得到試件的軸壓承載力與試驗實測值相比均過于保守。本文提出的考慮不同區域混凝土約束效應的承載力計算方法能夠較準確地預測五邊形截面型鋼高強混凝土柱軸壓承載力，平均誤差為2.73%。

（4）考慮箍筋和型鋼對混凝土的約束作用，對不同區域混凝土采用不同本構模型進行有限元計算，計算結果和試驗結果符合較好。參數分析表明，軸壓承載力隨著型鋼強度的提高而提高；提高混凝土強度能夠顯著提高軸壓承載力，但是會降低變形能力；提高縱筋配筋率能夠一定程度提高試件的軸壓承載力和剛度；提高體積配箍率可以提高試件的軸壓承載力，但是隨著配箍率的增加，提高程度逐漸降低。