矩形管薄壁型鋼混凝土柱力學性能研究

摘"要"在“庫架合一”結構體系的應用背景下，進行了8根矩形管薄壁型鋼混凝土柱的軸心受壓試驗，得到了柱試件的極限承載力、豎向荷載-位移曲線、跨中撓度曲線。在此基礎上總結了柱子的破壞模式，分析結果表明，該柱破壞模式主要為截面極限承載力破壞，不同抗剪螺桿布置方式會導致不同的破壞模式。利用有限元計算方法對其破壞模式和荷載-位移曲線進行了分析，分析結果與試驗結果吻合。進一步應力分析發現：抗剪螺桿變量下極限承載力出現差異的原因是不同抗剪螺桿布置導致混凝土發生不同形式的破壞，從而不同程度上削弱了混凝土的承載力。在綜合對比各國設計規范基礎上，給出了該類柱的軸向抗壓承載力實用計算方法。

關鍵詞"薄壁型鋼混凝土組合結構柱，"軸壓試驗，"有限元模擬，"破壞模式，"設計公式

Study on Mechanical Properties of Rectangular Thin-Walled Tube Reinforced Concrete Columns

JIA Wanglong¹"YANG Pengbo¹"ZHAO Ziwen²"LI Wenxiao²"FANG Cheng^2，*

（1.China 22MCC Group Corporation，"Tangshan 064000，"China；"2.College of Civil Engineering，Tongji University，"Shanghai 200092，"China）

Abstract"With the application"background of “warehouse-shelves integrative storage structural system”，"axial loading tests on 8 thin-walled tube reinforced concrete columns were carried out，"the bearing capacity，"load-displacement curves and mid-span deflection curves were obtained，"and the failure modes were summarized. The test results showed that the columns mainly failed in section damage，"and different shear screw arrangements would lead to different damage modes. The failure mode and load-displacement curve were captured by numerical simulation，"where a reasonable good agreement was observed between the predicted and tested results. It was concluded that the difference in ultimate bearing capacity was due to the various degrees of concrete weakening caused by different shear screw arrangements. Based on the comparison of design codes in various countries，"a design formula for the predicting the bearing capacity was given.

Keywords"thin-walled steel concrete column，"axial loading test，"finite element simulation，"damage pattern，"design formula

0"引"言

“庫架合一”結構體系（warehouse-shelves integrative storage structural system）將工業貨架與庫房承重結構合為一體，是一種新型的倉儲結構形式^［1］。這種結構形式雖具有提高空間利用效率、節約成本等優點，但其主體結構采用冷彎薄壁型鋼制成，存在耐火性不足、局部型鋼易屈曲等問題^［2］。型鋼混凝土結構是一種常見的組合結構形式，該結構形式將型鋼和混凝土進行結合，提高承載力的同時也能利用混凝土導熱系數小的特點增強結構體系的耐火性能^［3］。本文在型鋼混凝土結構基礎上，針對目前庫架合一式貨架結構存在的問題提出了一種矩形管薄壁型鋼混凝土結構。該結構體系將貨架結構分為主結構體和次結構體，其中主結構體系采用薄壁型鋼混凝土組合結構構件，構件截面如圖1所示，主要特點為在矩形鋼管外側包覆一層混凝土，并且通過在矩形鋼管四周預埋抗剪螺桿的方式增加矩形鋼管與混凝土之間的粘結作用力，不設置傳統的箍筋和縱筋，構件自身需滿足防火要求。次結構體系結構構件仍采用鋼構件降低成本。圖2為構件三維圖（螺母未顯示）。如圖3為主次結構示意圖，圖中藍色線圈標出的結構為主結構（薄壁型鋼混凝土結構），紅色線圈標出的結構為次結構（薄壁型鋼貨架結構）。從結構構成形式上來說較為新穎，目前相關研究較少。由該構件組合而成的結構體系，與常見的型鋼混凝土相比，施工速度快、預制化程度更高，具有一定的經濟優勢；而與冷彎薄壁型鋼結構相比，外層混凝土能夠抑制型鋼局部屈曲，同時能夠極大提高結構體系的耐火能力。該矩形管薄壁型鋼混凝土結構若應用于庫架合一體系，能夠取長補短，發揮重要的受力以及經濟優勢。

本文通過試驗和有限元模擬兩種方式探究該柱在軸壓狀態下的力學性能，并綜合對比各國相應設計規范，以供工程實踐參考。

1"試驗概況

1.1 試件設計

根據長細比、抗剪螺桿布置方式、外包混凝土厚度、內埋矩形管鋼號以及內埋矩形管尺寸5個變量，設計了Z1～Z8共8根柱試件進行軸心受壓加載試驗。

其中Z1為標準柱試件，Z2和Z3在Z1的基礎上采用不同抗剪螺桿布置方式。Z1抗剪螺桿為均勻布置：以距內埋鋼管端部150 mm為起點，每隔200 mm布置一組抗剪螺桿，其中每組抗剪螺桿包括東西向和南北向各一根抗剪螺桿，兩者間距為100 mm；Z2抗剪螺桿布置方式為兩端布置：以距內埋鋼管端部150 mm為起點，每隔200 mm布置一組抗剪螺桿。柱子兩端各布置兩組，一共布置四組抗剪螺桿，每組抗剪螺桿布置形式與Z1相同；Z3抗剪螺桿為兩側及中部布置：在Z2的基礎上，以柱中部為起點上下多布置一組抗剪螺桿，間隔為200 mm。三根試件設計圖見圖4。除Z2和Z3外，其余試件抗剪螺桿布置方式與Z1相同。

Z4和Z5在Z1長度2 500 mm基礎上探究長細比影響，其長度分別為3 000 mm和3 500 mm。Z6和Z7內埋矩形鋼管寸分別為100 mm×100 mm×3 mm和160 mm×160 mm×4 mm，Z6外層混凝土厚度增加為50mm，其余與Z1保持一致。Z8內埋鋼管為Q235鋼，其余試件內埋鋼管為Q355鋼。不同試件的基本參數見表1。

1.2 材料性能

Z1～Z7主鋼件牌號為Q355，Z8為Q235，混凝土均采用C30混凝土。本試驗預留的混凝土材性試件根據國家標準試驗方式《混凝土物理力學性能試驗方法標準》^［4］確定，鋼材性能根據標準拉伸試驗《金屬材料拉伸試驗》（GB/T 228.1—2010）^［5］確定。實測材料性能見表2和表3。

2"試驗設備及加載方式

本次試驗在同濟大學四平校區結構試驗中心完成。試件受壓試驗在長春材料試驗機廠出產的500 t液壓式壓力試驗機上進行，采用單調靜力加載方法。

柱試件兩端設計邊界條件為鉸接，試驗中采用球鉸實現試件與試驗機臺座連接。球鉸支座分為上球鉸和下球鉸板，其中上球鉸一側為圓弧狀凸面，其力學特性為：沿球鉸圓弧側可以自由轉動，幾乎沒有摩擦力，而對應側則無法轉動，以實現沿球鉸方向鉸接的邊界條件。

本次試驗的量測內容包括：軸向荷載和軸向位移，沿柱高1/4、1/2、和3/4混凝土及內埋矩形鋼管的應變，沿球鉸方向柱高1/4、1/2、和3/4處的側向位移以及垂直球鉸轉動方向柱高1/2處的側向位移。軸向位移由對角布置的拉線式位移計D1、D2監測試驗機上下頂板的相對位移得到，側向位移由電阻式位移計D3、D4、D5測量得到。電阻式位移計通過位移桿與被測物接觸，試驗中位移桿隨著被測物移動從而得到位移量。統一采用10 cm量程，并且在位移計觸端粘貼了玻璃片以提高接觸平整度，此三個位移計通過磁力表座固定在腳手架鋼管上。同樣，垂直球鉸方向位移由電阻式位移計D6測量，具體試驗布置如圖5（a）、圖5（b）所示。

應變片布置方案為：沿試件高度1/4、1/2、3/4混凝土四周各布置一組縱向應變片H1～H12測量混凝土應變發展趨勢同時在預加載時監測柱子軸心對中情況，若一側應變片示數差距過大及時調整柱子軸線位置；沿試件高度1/4、1/2、3/4內埋矩形管四周各布置一組縱向應變片G1～G12測量型鋼應變發展趨勢，試驗布置如圖5（c）、圖5（d）所示。

試驗開始前首先進行預加載，荷載取有限元初步計算極限承載力的10%，即100 kN。隨后進行正式加載，全程采用力控制加載，加載速率約為100 kN/min。當試件承載力下降至"85%時停止試驗。

3"試驗現象和破壞特征

3.1 破壞模式1：跨中混凝土小部分壓潰

Z4、Z5和Z8試件均屬于此類破壞，在預加載期間，除Z4外，試件表面應變片示數均同等幅度變化，表明柱子已實現基本物理對中。Z4經過調整后應變片示數也回歸正常。隨后進行正式試驗。正式加載開始后，隨著荷載增加，試件跨中橫向位移逐漸增加，位移隨荷載呈線性增長，試件外觀無明顯變化。當荷載達到0.68～0.73 P_u（P_u為極限承載力）時，柱中部出現細小裂縫，當荷載達到P_u時，中部混凝土突然破壞并掉落，柱子沿球鉸方向發生大幅度轉動，撓度急劇增加，承載力迅速下降到0.31～0.46 Pu，撓度達到22～30 mm，破壞同時中部型鋼發生屈服。具體破壞情況見圖6（d）、圖6（e）、圖6（h）。

3.2 破壞模式2：柱腳抗剪螺桿附近混凝土小部分星狀壓縮破壞

Z1、Z6、Z7試件符合此種破壞模式。正式加載期間，隨著荷載增加，試件跨中撓度位移逐漸增加，豎向位移隨荷載呈線性增長，試件外觀無明顯變化。當荷載達到0.55～0.66 P_u時，柱出現均勻細小裂縫，當荷載達到P_u時，Z1、Z7柱腳偏上部分混凝土突然崩落破壞，Z6柱腳部分混凝土突然出現裂縫。三個試件的撓度較小，分別為0.19 mm、2 mm、1.3 mm。三者破壞面形狀為“^”形。具體破壞情況見圖6（a）、圖6（f）、圖6（g）。

3.3 破壞模式3：跨中偏上/下部分大面積混凝土剪切破壞

Z2、Z3試件符合此種破壞模式。正式加載期間，隨著荷載增加，試件跨中撓度位移逐漸增加，豎向位移隨荷載呈線性增長，試件外觀無明顯變化。當荷載達到0.63 P_u時，柱中部和上部出現細小裂縫，隨著荷載增加，裂縫數目有所增多，但無明顯發展。當荷載達到0.96～0.97 P_u時突然出現垂直與柱的豎向裂縫并急劇發展，荷載到達極限承載力P_u時，柱中偏上部（Z2）/柱中偏下部（Z3）大面積混凝土突然崩落并發出巨大響聲，柱子立即破壞。與破壞模式1相比，混凝土破壞面積更大，且存在明顯剪裂縫。隨著混凝土破壞，破壞部位處型鋼也立刻進入塑性狀態。破壞時柱跨中撓度為2.3 mm，當荷載降至0.42～0.51 P_u時撓度分別達到15 mm和19 mm，具體破壞情況見圖6（c）、圖6（d）。

3.4 試驗現象討論

結合實驗現象來看，由于矩形管薄壁型鋼混凝土柱試件含鋼率較小，截面尺寸較大，破壞時脆性較高且變形不明顯，因此該類型柱主要為截面破壞。撬開破壞面處混凝土，如圖7所示，不同抗剪螺桿布置方式會導致不同破壞形式。破壞模式2中Z2、Z3試件與其余均布抗剪螺桿試件相比，破壞附近鋼管和混凝土咬合并不緊密，甚至有微小間隙，破壞面附近混凝土可以用撬棍輕易砸開，內埋矩形鋼管有明顯的屈曲現象。如圖8所示，可以看出由于Z2和Z3破壞處均未布置抗剪螺桿，可以看到明顯的剪裂縫存在，且剪裂縫不斷發展導致柱外層混凝土剪壞而最終整體破壞。該情況下混凝土和矩形鋼管協同工作能力較低，兩者在中后期因變形無法協調從而導致剪裂縫的產生和發展。

總結規律發現，隨著長細比增加，柱子極限承載力隨之降低，破壞模式從柱腳端部破壞轉為跨中混凝土壓潰破壞；而矩形鋼管尺寸及混凝土外包層增加會顯著提升柱子極限承載力。

4"試驗結果及分析

4.1 荷載-位移曲線

試件荷載-位移曲線如圖9、圖10所示，從中可以看出：

（1）"試件荷載-位移曲線大致可分為彈性段、彈塑性段和下降段。其中彈性段所占比例較大。

（2）"彈塑性段試件剛度有所下降，表明試件內部有一定應力重分布現象。隨著試件長細比增加，試件剛度有所降低，彈塑性段所占比例有所降低。

（3）"試件破壞后，剩余荷載均由內埋矩形鋼管承擔，整個試件承載力迅速降低至極限承載力的25%～35%右。

4.2 承載能力分析

承載力是軸壓構件最基本的力學性能，引入強度系數（SI）用來計算試件柱的軸壓承載能力，其計算公式為

式中：，為分別為型鋼屈服強度、混凝土立方體抗壓強度；，為分別為型鋼、混凝土對應截面面積；為試驗得到極限承載力數值。

最終計算結果如表4所示。可以看出，當長細比為37.13時，三種不同方式抗剪螺桿布置試件SI均大于1，表明長細比較小時抗剪螺桿對承載力提高作用要高于長細比的削弱作用。三者中Z2試件SI值最大，為1.08，表明兩端布置抗剪螺桿情況下組合效應最強；隨著長細比增加，SI隨之降低，長細比對試件承載力的削弱占據主導地位。

其中對Z7試件SI值偏差較大的解釋如下：Z7 最終破壞時下四分點撓度大于中間撓度，對應其破壞發生在接近柱腳位置處。原因可能是柱腳部混凝土未充分振搗均勻所致，導致截面處存在空鼓現象。同時也可能是柱腳處球鉸支座轉動不自由無法充分模擬鉸接導致局部應力集中所致。

4.3 典型試件的側向位移及跨中撓度

以試件Z5為例，分別給出其跨中撓度曲線及高度為1/4、1/2、3/4處撓度隨荷載變化情況，分別如圖11和圖12所示。由圖11可知，在極限荷載的80%之前撓度發展很小。荷載達到峰值時，Z5跨中撓度為2.4 mm，試件破壞時（承載力降低至極限承載力85%）跨中撓度為8.6 mm。整體數值較小，符合截面破壞特征。由圖12可知，各高度撓度隨荷載增加而增加。1/2處撓度大于其余兩處。隨著施加荷載的繼續提高，試件的撓度發展更加迅速，這是由于試件的剛度不斷減小引起的。以1/2處側向位移為例，在前三級荷載作用下的撓度增量分別為0.04 mm、0.13 mm、0.29 mm，第四級荷載下撓度增量為1.91 mm。

5"有限元模型驗證

5.1 有限元本構關系選取

采用有限元軟件ABAQUS建立矩形管冷彎薄壁型鋼混凝土柱的有限元模型并進行計算分析。其中混凝土采用塑性損傷模型，塑性損傷的應力-應變關系選用《混凝土結構設計規范》（GB 50010—2010）^［6］給出的混凝土本構關系。混凝土應力-應變關系曲線如圖13所示。考慮到鋼材強度在試驗中不會達到下降段，因此采用雙折線模型即可滿足計算需要。

5.2 單元選取和接觸設定

矩形鋼管部件采用殼單元S4R、外包混凝土、抗剪螺桿等部件采用了八節點六面體線性縮減積分格式的三維實體單元（C3D8R）。網格尺寸劃分經過參數分析驗證統一取全局10 mm，局部接觸位置進行加密。

矩形鋼管和螺桿之間采用綁定（tie）約束，因為實際情況下螺桿通過兩側緊固螺栓擰緊固定在矩形鋼管的孔洞中，認為兩者之間不發生相對位移。鋼管和混凝土，混凝土和螺桿之間采用接觸（contact）定義。其中正向接觸通過“硬接觸”模擬，切向接觸通過“庫倫摩擦”模型模擬，根據大量學者研究結果^［7-9］，界面摩擦系數μ取0.6。

5.3 有限元計算結果與試驗對比

考慮到8根柱子的長細比介于37～52之間，屬于長柱，初始彎曲等缺陷對試驗結果的影響不容忽略。為了使有限元計算結果更加符合試驗規律，計算了8根柱子的一階模態，并取跨中初始撓度峰值L/1 000^［10］作為初始彎曲并帶入有限元分析中進行計算。

計算過程中發現有限元計算得到的極限承載力與試驗結果較為吻合，但有限元曲線的上升段剛度明顯大于試驗曲線，且所有試件均有此規律。

分析原因為位移計布置測量的軸向位移為支座位移和試件軸向變形之和，對該位移進行修正，減去支座位移影響。修正公式為

式中：δ_r為構件實際軸向位移，單位為mm；δ為試驗測得構件軸向位移，單位為mm；a_r為軸向位移修正系數，單位為kN/mm；N為對應試驗荷載，單位為kN。

以Z1試件為基準，得到軸向位移修正系數a_r=1/1 100 mm/kN。采用此修正系數對所有試件的試驗荷載-軸向位移曲線進行修正，并與有限元荷載-軸向位移曲線進行對比，如圖14所示，可見對于所有試件，經過同一軸向位移修正系數修正后，試驗與有限元的荷載-軸向位移曲線上升段和下降段大致趨勢吻合度良好，且有限元計算曲線能夠捕捉到關鍵力學特征點。

表5給出了有限元峰值荷載和試驗值峰值荷載對比結果。從極限承載力來看，有限元和試驗的結果差距較小，除了Z7誤差達到11%外，其余差距在6%以內。有限元模型基本能夠模擬出構件的實際受力性能。

5.4 三種破壞模式模擬分析

試驗揭示了三種破壞模式，但是相關破壞細節和應力發展模式尚不明晰。利用有限元分析對三種破壞模式進行進一步探究。

5.4.1 破壞模式1：跨中混凝土小部分壓潰

此類破壞發生于長細比較大、螺桿通長布置試件，以Z5為代表，對比有限元和試驗計算結果如圖15所示。隨著荷載步增加，混凝土先整體受壓，然后螺桿連接處應力水平增加。臨近破壞時跨中混凝土附近螺桿應力水平急劇升高，隨后帶動附近混凝土受壓破壞。矩形鋼管屈服位置與混凝土破壞位置相對應。

5.4.2 破壞模式2：柱腳抗剪螺桿附近混凝土星狀壓縮破壞

此類破壞發生于長細比較小、螺桿通長布置試件，以Z7為代表，對比有限元和試驗計算結果如圖16所示，隨著荷載步增加，混凝土先是整體受壓，但螺桿連接處混凝土壓力水平明顯高于其余部分混凝土，從軸向剖面圖可以看出底部第二根螺桿位置混凝土破壞最為明顯，該處對應位置矩形鋼管也發生了屈服現象。

5.4.3 破壞模式3：跨中偏上/下部分大面積混凝土剪切破壞

此類破壞發生于抗剪螺桿分部布置試件。以Z2為代表，對比有限元和試驗計算結果（圖17）可以看出，隨著荷載步增加，混凝土先整體受壓，但螺桿連接處混凝土壓力水平明顯高于其余部分混凝土，從Z向剖面圖［圖17（c）］可以看出，臨近破壞時，跨中偏上部分混凝土與矩形鋼管已經脫開，應力水平急劇增加后破壞。

5.5 不同抗剪螺桿布置方式承載力差距探究

試驗和有限元計算結果表明，通長布置抗剪螺桿試件中雖然混凝土和內部鋼管粘合作用更強，混凝土破壞面積更小，但是其極限承載力卻略低于其余兩種抗剪螺桿布置形式試件。以Z1、Z2、Z3為例，沿柱長方向作剖面圖18，通過提取三種抗剪螺桿布置方式下試件破壞狀態可以看出，Z1除了在柱底附近孔洞處混凝土有大面積壓潰外，其余多個孔洞處也出現了削弱現象；而Z2柱底孔洞處混凝土并未明顯壓碎，并且其余部分混凝土未出現大面積削弱；Z3混凝土削弱集中于柱中部，同樣柱底處孔洞附近沒有出現混凝土壓潰狀況。從上述混凝土破壞形態不難看出，Z1外包混凝土因為埋置抗剪螺桿數目更多，混凝土受到削弱要高于后兩者，所以承載力要低于后兩者。表明在長細比較小情況下，不同抗剪螺桿布置方式下導致的混凝土削弱對承載力降低起主導作用。設置未布置螺桿的有限元模型做對照驗證。未布置螺桿的對照組的軸壓極限承載力較Z1、Z2、Z3高，且混凝土通長沒有應力集中現象。

6"軸壓極限承載力計算對比

將8根試件相關參數值分別帶入中國規范^［11］（NC）、美國規范^［12］（NA）和歐洲規范^［13］（NE）中進行計算，并將試驗實際軸心受壓極限承載力與規范計算得到極限承載力進行對比，具體數值見表6。

其中，中國規范計算公式如下：

歐洲規范計算公式為

美國規范計算公式為

式中：A_s、A_sr、A_c為型鋼、縱筋、混凝土的截面面積單位為mm²；f_c'為混凝土圓柱體軸心抗壓強度，單位為MPa；F_y、F_ysr分別為型鋼、縱筋的屈服強度，單位為MPa；L_c為構件的計算長度，單位為mm；EI_eff為截面的有效剛度。

（15）

式中，C₁為型鋼混凝土受壓構件有效強度計算系數。

（16）

式中：A_G為構件截面的總面積，單位為mm²；E_s、E_c為型鋼、縱筋、混凝土彈性模量，單位為MPa；I_s、I_sr、I_c分別為型鋼、縱筋、混凝土的截面慣性矩，單位為mm⁴。

將各柱試件幾何參數帶入到各國規范中進行計算，最終計算結果見表6。

從上述規范計算結果對比可以看出，Z7試驗結果與規范值對比偏小，相比其余試件差異很大。

結合該試件有限元計算結果和試驗結果差距也最大，推測原因可能是加工時混凝土攪拌不均勻等施工誤差導致。綜合其余7根試件來看，我國《組合結構設計規范》與實際試驗結果十分接近，差距均在5%以內，基本符合設計要求；而美國AISC規范則過于保守，試驗結果普遍超越AISC結果21%～34%；與歐洲EC4規范相比，試驗結果略大于規范預測結果。綜合來看中國規范計算結果與實際情況擬合度最好。

為了進一步探究該構件極限承載力規律，分別更改模型長細比、型鋼尺寸、抗剪螺桿布置方式三個幾何參數及鋼材混凝土等級兩個材料參數，共建立了77個有限元模型，如表7所示。并

通過對比上述77個有限元模型計算結果和規范計算結果，可以看出中國規范與有限元計算結果吻合度最高，兩者比值平均值為1.03，變異系數為0.06，大部分計算結果都落于±10%的誤差線內；而美國規范和歐洲規范都略顯保守，計算結果均大于有限元計算結果。

7"極限軸壓承載力公式

通過試驗現象可知，該矩形管薄壁型鋼混凝土柱承載力主要由外層混凝土承擔，但薄壁型鋼在破壞前沒有出現局部屈服現象，直至破壞時內部型鋼才進入屈服狀態。根據強度疊加理論，極限軸壓承載力可以由外層混凝土和內部型鋼抗壓承載力組成。而中國規范正是采用這一設計理念且與試驗結果及有限元計算結果相比差距較小。因此極限軸壓承載力公式以中國規范為基準，綜合考慮長細比的影響以及抗剪螺桿布置方式對混凝土的增強作用，提出極限軸壓承載力設計公式為

擬合曲線見圖20，擬合結果為

ξ為混凝土增強作用參數，其中默認通長布置方式為1，另外兩種布置方式計算結果由γ、通過線性回歸得到，其中：

（1）"引入變量螺桿數目系數γ，計算方式為

以長度為3 500 mm，三種抗剪螺桿布置方式下矩形管薄壁型鋼混凝土柱為例：通長布置情況抗剪螺桿數目為35根，因此γ=35/35=1；兩端布置抗剪螺桿情況下螺桿數目為8根，γ=35/8=4.375；兩端及中間布置情況下螺桿數目為12根，γ=35/12=2.92。

最終擬合結果見圖21，擬合公式為

將帶入式（21）中，可得：

對比公式計算結果與試驗計算結果（實驗結果未曾用于數據擬合），詳見表8。公式與試驗比值平均值為1.02，變異系數為0.021，證明了該公式具有較高的計算精度，可以為后續工程設計提供參考。

8"結"論

（1）"8根矩形管薄壁型鋼混凝土柱均為外部混凝土壓潰導致的截面破壞，達到極限荷載時整體位移和變形均較小。試件破壞后內部型鋼均出現了局部屈曲現象。

（2）"總結破壞現象可將破壞分為三種模式：柱腳抗剪螺桿附近混凝土壓縮破壞，發生于長細比較小，螺桿通長布置柱試件；跨中小部分混凝土壓潰，發生于長細比較大，螺桿通長布置柱試件；跨中偏上/下大面積混凝土剪切破壞，發生于螺桿未滿布的兩根柱試件。

（3）"當長細比較小時，不同抗剪螺桿布置方式下導致的混凝土削弱對承載力降低起主導作用。兩端布置抗剪螺桿試件極限承載力最高，通長布置抗剪螺桿試件由于外層混凝土削弱較多因此極限承載力最低。

（4）"有限元計算結果顯示，與螺桿連接孔洞處混凝土最先發生破壞，當模型長細比增大到67時，通長布置抗剪螺桿試件極限承載力高于其余兩種情況，這表明，螺桿能夠顯著增強混凝土和內埋鋼管的協同效應，隨著長細比增加，協同效應對承載力的貢獻要高于孔洞對承載力的削弱作用。

（5）"分別將試驗結果與有限元計算結果與各國規范進行對比，結果表明中國規范吻合度最高。在此基礎上提出了相關設計公式，公式計算結果與77個有限元算例計算結果比值平均值為1.00，變異系數為0.06，精度較高。

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