環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱軸壓性能試驗(yàn)研究

謝洪平，賈振宏，韓 超，朱 姣，羅柯镕，李布輝

(1.國(guó)網(wǎng)江蘇省電力有限公司建設(shè)分公司，江蘇 南京 210011；2.中國(guó)能源建設(shè)集團(tuán)江蘇省電力設(shè)計(jì)院有限公司，江蘇 南京 211102；3.東南大學(xué) 土木工程學(xué)院，江蘇 南京 211189)

近年來(lái)，隨著國(guó)民經(jīng)濟(jì)的迅猛發(fā)展、國(guó)家電網(wǎng)不斷升級(jí)、“新基建”的推進(jìn)，特高壓輸電線塔、大跨越輸電工程等項(xiàng)目逐漸增加，部分輸電工程甚至要跨越山川河流.跨越塔作為輸電工程的中心樞紐，必將對(duì)其在結(jié)構(gòu)性能上提出嚴(yán)峻挑戰(zhàn).因此，鋼骨-鋼管混凝土柱作為一種高強(qiáng)、高性能組合構(gòu)件逐漸被廣泛地應(yīng)用在跨越塔主材中.鋼骨-鋼管混凝土柱是在普通鋼管混凝土柱的基礎(chǔ)之上內(nèi)配鋼骨而形成的一種新型組合構(gòu)件[1]，內(nèi)配鋼骨一方面可提高鋼管混凝土柱的承載力、剛度和延性，同時(shí)內(nèi)部混凝土的約束作用也可防止鋼骨局部發(fā)生屈曲[2].目前，內(nèi)配鋼骨形式種類(lèi)繁多，常見(jiàn)的有內(nèi)配鋼筋、內(nèi)配鋼管(多重)、內(nèi)配工字型鋼、內(nèi)配十字鋼骨及內(nèi)配角鋼等，如圖1所示.基于不同形式的內(nèi)配鋼骨鋼管混凝土柱，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)其軸壓性能展開(kāi)了各自的研究，取得了一定的成果.

Kato[3]對(duì)內(nèi)配型鋼的鋼管混凝土柱進(jìn)行了軸向加載試驗(yàn)研究，并得到了該類(lèi)型組合柱的柱子曲線.Hamidian[4]研究了內(nèi)配螺旋鋼筋鋼管混凝土柱的軸壓性能，并與普通鋼管混凝土柱進(jìn)行了比較，結(jié)果表明：內(nèi)配螺旋鋼筋鋼管混凝土柱具有較高的承載和變形能力.Ebrahim[5]提出了一種內(nèi)配蜂窩十字型的鋼管混凝土柱并開(kāi)展了軸壓試驗(yàn)和數(shù)值模擬分析，揭示了該柱子的破壞形態(tài)、應(yīng)力分布和受力機(jī)理.Mizan[6]基于纖維模型法對(duì)內(nèi)配鋼管的鋼管混凝土柱進(jìn)行了數(shù)值模擬分析，并與試驗(yàn)結(jié)果進(jìn)行相互驗(yàn)證，提出了相關(guān)設(shè)計(jì)公式.

國(guó)內(nèi)學(xué)者王清湘等[7-9]較早地研究了鋼骨-鋼管混凝土柱的工作機(jī)理、延性和極限承載力，討論了套箍指標(biāo)、配骨指標(biāo)及長(zhǎng)細(xì)比等因素對(duì)其軸壓性能的影響.丁發(fā)興等[10]采用有限元法和彈塑性法對(duì)鋼骨-鋼管混凝土軸壓短柱的相互作用機(jī)理進(jìn)行了分析并基于極限平衡理論建立了軸壓短柱承載力計(jì)算公式.萬(wàn)城勇等[11]對(duì)13根配筋鋼管混凝短柱進(jìn)行了軸壓試驗(yàn)，分析了試件的破壞特征、極限荷載和荷載-位移曲線，研究了縱筋強(qiáng)度、配箍率、配筋率等各參數(shù)對(duì)軸壓性能的影響.查曉雄等[12]根據(jù)統(tǒng)一理論提出了內(nèi)配異心及多層鋼管混凝土柱的承載力統(tǒng)一公式.王軍[13]基于浙江舟山500 kV聯(lián)網(wǎng)輸變電工程，系統(tǒng)研究了內(nèi)配格構(gòu)式角鋼圓鋼管混凝土構(gòu)件的軸(偏)心受拉、軸(偏)心受壓及受彎性能并提出了對(duì)應(yīng)的承載力計(jì)算公式.

從上述研究可以發(fā)現(xiàn)，鋼骨-鋼管混凝土柱可充分發(fā)揮外包鋼管和內(nèi)填混凝土的組合作用，表現(xiàn)出了良好的承載能力和變形能力，但由于內(nèi)配鋼骨形式的不同，其力學(xué)性能各有差異，且內(nèi)部鋼骨往往缺少與外側(cè)鋼管的相互連接，存在定位安裝困難等問(wèn)題，難以應(yīng)用在大管徑的結(jié)構(gòu)柱中.由此，本文結(jié)合江蘇鳳城至梅里385 m超大型跨江輸電塔工程，綜合設(shè)計(jì)和施工等方面因素提出了一種適用于大管徑的新型環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱，以期通過(guò)外鋼管與內(nèi)配鋼骨對(duì)核心混凝土的雙重約束作用提高組合柱整體受力性能，并通過(guò)軸壓試驗(yàn)，對(duì)9根新型環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱的力學(xué)性能和4根傳統(tǒng)鋼管混凝土柱開(kāi)展了研究.

1 工程概況

本文背景工程為鳳城至梅里長(zhǎng)江大跨越工程，其中，跨越塔全高385 m，根部主材最大管徑達(dá)到了?2 100×32，建成后桿塔高度將位居世界第一，如圖2所示.其中，塔身117 m以下主材采用本文所提出的新型環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱形式，三維模型及實(shí)體圖如圖3所示.新型組合柱以環(huán)狀鋼片、整體環(huán)向板以及管內(nèi)縱向加勁肋而組成的環(huán)狀鋼骨為內(nèi)配加勁件；環(huán)狀鋼片以圓弧形的形式均勻布置在整體環(huán)向板的四周，共計(jì)4片，每個(gè)環(huán)狀鋼片圓心角為45°，管內(nèi)壁設(shè)有8道通長(zhǎng)的縱向加勁肋，其中4道通過(guò)連接板與環(huán)狀鋼片的外伸端板進(jìn)行螺栓連接，可對(duì)環(huán)狀鋼片及整體環(huán)向板起到約束和支撐固定作用，同時(shí)也可提高鋼管的側(cè)向剛度，防止其過(guò)早地發(fā)生屈曲.

為研究該環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱的軸心受壓性能，開(kāi)展了對(duì)該類(lèi)型試件的臥位軸壓加載試驗(yàn)，通過(guò)與普通鋼管混凝土柱進(jìn)行比較并對(duì)長(zhǎng)細(xì)比、整體環(huán)向板間距等參數(shù)對(duì)其承載能力的影響進(jìn)行了研究，以期為此類(lèi)構(gòu)件在實(shí)際工程中的運(yùn)用提供一定的參考依據(jù).

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)及制作

共設(shè)計(jì)了4個(gè)純鋼管混凝土柱和6個(gè)環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱試件進(jìn)行軸向加載試驗(yàn)，試件設(shè)計(jì)含鋼率(含環(huán)狀鋼骨)約0.067，試件構(gòu)造詳圖及有關(guān)設(shè)計(jì)參數(shù)見(jiàn)圖4及表1.

2.2 材料性能

試件采用材料等級(jí)為C50的自密實(shí)混凝土，依據(jù)規(guī)范[14]對(duì)混凝土試塊進(jìn)行養(yǎng)護(hù)和力學(xué)性能測(cè)試，最終測(cè)定混凝土立方體抗壓強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為45 MPa.

試件所用鋼材材料強(qiáng)度等級(jí)為Q420，按照GB/T228.1—2010《金屬材料拉伸試驗(yàn) 第1部分:室溫試驗(yàn)方法》[15]中規(guī)定方法進(jìn)行拉伸試驗(yàn)，可測(cè)得鋼材力學(xué)性能參數(shù)如表2所示.

表2 鋼材材性試驗(yàn)結(jié)果

2.3 加載裝置及方案

由于試件幾何尺寸較大、加載噸位高，為便于加載和測(cè)量，設(shè)計(jì)了1 500 t臥式軸壓試驗(yàn)加載裝置，其三維模型及實(shí)際加載裝置如圖5所示.

試驗(yàn)時(shí)分為預(yù)加載和正式加載兩個(gè)階段，正式加載時(shí)在預(yù)估極限荷載的80%前采用力荷載，而后轉(zhuǎn)為位移加載，當(dāng)試件變形過(guò)大或承載力下降超過(guò)極限荷載的80%時(shí)，停止加載，隨后緩慢勻速卸載.試驗(yàn)時(shí)支座采用雙向鉸支座，試件可在平面內(nèi)外自由旋轉(zhuǎn).

2.4 量測(cè)內(nèi)容

試驗(yàn)量測(cè)內(nèi)容主要包括：試件軸向荷載、試件軸向位移、試件側(cè)向位移以及外鋼管和內(nèi)部鋼骨的縱向應(yīng)變和橫向應(yīng)變.位移計(jì)布置點(diǎn)位如圖6所示，W5～W6監(jiān)測(cè)軸向位移，W-4監(jiān)測(cè)反力架變形，W-1～W-3監(jiān)測(cè)豎直平面內(nèi)位移，W-7～W-12監(jiān)測(cè)水平面內(nèi)位移.

對(duì)于CFST試件，在外鋼管表面沿試件長(zhǎng)度每間隔1/8L、沿圓周每隔90°角均勻布置縱向應(yīng)變片，并在外鋼管1/4L、1/2L、3/4L與縱向應(yīng)變片對(duì)應(yīng)位置布置橫向應(yīng)變片.對(duì)于SRCFT試件，外鋼管與CFST同樣位置布置應(yīng)變片，同時(shí)在內(nèi)部環(huán)狀鋼骨中間位置沿四周布置縱橫向應(yīng)變片.應(yīng)變測(cè)量布置點(diǎn)如圖7所示，圖中V表示縱向應(yīng)變片，T為橫向應(yīng)變片.

3 試驗(yàn)現(xiàn)象及破壞模式

環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱及普通鋼管混凝土柱在軸壓荷載作用下基本呈現(xiàn)兩種破壞模式.第一種破壞模式為強(qiáng)度破壞，第二種破壞模式為失穩(wěn)破壞.

3.1 強(qiáng)度破壞

試件SRCFT1、SRCFT7、SRCFT8均屬于強(qiáng)度破壞，以試件SRCFT1為例闡述其破壞過(guò)程，其余試件類(lèi)似.

加載初期，試件沒(méi)有發(fā)生明顯變化，處于彈性范圍內(nèi)，如圖8(a)所示；當(dāng)加載至約6 900 kN時(shí)，試件內(nèi)部發(fā)生一陣巨響，疑似鋼管內(nèi)部混凝土發(fā)生壓潰；繼續(xù)加載至約8 000 kN時(shí)，距固定端約20 cm處底部靠近開(kāi)孔位置1處率先產(chǎn)生鼓曲，對(duì)面位置2處隨之也產(chǎn)生微小變形，而后繼續(xù)加載，相應(yīng)鼓曲位置變形繼續(xù)加大，距加載端30 cm在位置3處鋼管表面出現(xiàn)明顯“褶皺”，如圖8(b)；隨后加載至9 085 kN時(shí)荷載基本保持不變，軸向位移持續(xù)增加，最終破壞如圖8(c)所示，從圖中可以發(fā)現(xiàn)，試件整體未出現(xiàn)明顯變形，柱體由于鋼材和混凝土達(dá)到極限強(qiáng)度而破壞.

3.2 失穩(wěn)破壞

除上述強(qiáng)度破壞試件外，其余試件為失穩(wěn)破壞，以試件SRCFT2為例闡述其破壞過(guò)程.

在軸向荷載作用下，當(dāng)荷載等級(jí)達(dá)到8 034 kN時(shí)，試件發(fā)生側(cè)向微彎曲，局部未有明顯鼓曲.繼續(xù)加載至8 262 kN，試件持續(xù)發(fā)生側(cè)彎，且距固定端約10 cm位置處出現(xiàn)鼓曲，鼓曲范圍約1/2圓周，同時(shí)距加載端約10 cm處同樣出現(xiàn)鼓曲，但鼓曲變形相比固定端位置處不明顯.當(dāng)荷載加載至8 353 kN時(shí)，試件進(jìn)入極限狀態(tài)，隨后承載力急速下降，試件呈整體彎曲失穩(wěn)破壞，同時(shí)在構(gòu)件受壓區(qū)出現(xiàn)了明顯的壓屈現(xiàn)象，最終破壞形態(tài)如圖9所示.

4 主要試驗(yàn)結(jié)果與數(shù)據(jù)分析

4.1 荷載-軸向位移曲線

圖10給出了各試件的軸向荷載-位移曲線，相應(yīng)力學(xué)性能指標(biāo)列于表3中.可以發(fā)現(xiàn)，由于試件型式、長(zhǎng)細(xì)比、整體環(huán)向板間距不同，13根試件的力學(xué)性能參數(shù)各有差異，下面就這些影響因素進(jìn)行對(duì)比分析.

表3 主要試驗(yàn)結(jié)果

4.1.1 試件類(lèi)型

分別對(duì)比CFST1與SRCFT2(3、4)、CFST2與SRCFT5、CFST3與SRCFT8、CFST4與SRCFT9來(lái)考察內(nèi)配環(huán)狀鋼骨對(duì)試件力學(xué)性能的影響.

(1)對(duì)于極限承載力，可以發(fā)現(xiàn)同規(guī)格的環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱較純鋼管混凝土柱均有不同程度的提升，提升幅度在3.40%～20.39%不等，表明在內(nèi)配鋼骨后對(duì)試件承載力有一定的提升作用，同樣地，在內(nèi)配環(huán)狀鋼骨后，除個(gè)別試件SRCFT8外，軸向剛度提升較為明顯，最小提升幅度為15.57%，最大提升幅度為82.27%.由此可見(jiàn)，內(nèi)配環(huán)狀鋼骨后一方面提升了試件的含鋼量，另一方面對(duì)混凝土也有一定的約束效應(yīng)，可有效改善試件的承載力和軸向剛度.

(2)對(duì)于破壞模式，通過(guò)上述試驗(yàn)現(xiàn)象的描述，可以發(fā)現(xiàn)同規(guī)格的SRCFT8破壞模式相比CFST3由失穩(wěn)變?yōu)榱藦?qiáng)度破壞，其破壞形態(tài)發(fā)生了根本改變，原因可能是在內(nèi)配環(huán)狀鋼骨后，其截面抗彎剛度也有了一定的提升，則根據(jù)壓桿穩(wěn)定計(jì)算公式導(dǎo)致試件的破壞模式發(fā)生了改變.

4.1.2 整體環(huán)向板間距

(1)試件SRCFT2、SRCFT3及SRCFT4極限承載力分別為8 354 kN、8 445 kN及8 399 kN，三者之間十分接近，最大值與最小值僅相差0.55%，且由于千斤頂試驗(yàn)數(shù)據(jù)讀取等其他干擾因素影響下，極限承載力最大值反而為SRCFT3.故在試驗(yàn)尺寸規(guī)格范圍內(nèi)，環(huán)向板間距對(duì)試件極限承載力的影響不大，究其原因可能是試件自身材料強(qiáng)度等級(jí)較高，導(dǎo)致試件極限承載力較大，相對(duì)而言環(huán)向板間距所帶來(lái)的影響顯得較??；

(2)環(huán)向板間距最小的SRCFT2軸向剛度相比試件SRCFT3及SRCFT4分別增大了30.87%及49.73%，影響顯著，同時(shí)可以發(fā)現(xiàn)環(huán)向板間距越小，試件軸向-荷載位移曲線呈下降段越緩的趨勢(shì)，表明環(huán)向板對(duì)構(gòu)件延性也有一定的提高.

4.1.3 長(zhǎng)細(xì)比

對(duì)比試件SRCFT1、SRCFT2(3、4)、SRCFT5和SRCFT6，試件SRCFT7、SRCFT8和SRCFT9可以看出：

(1)隨著長(zhǎng)細(xì)比的增大，試件極限承載力呈依次降低的趨勢(shì)，長(zhǎng)細(xì)比最大的SRCFT6極限承載力相較SRCFT1減小了10.07%，SRCFT9極限承載力相較SRCFT7減小了10.12%；試件軸向剛度隨長(zhǎng)細(xì)比的變化與極限承載力呈現(xiàn)相同的趨勢(shì)，SRCFT6較SRCFT1減小了45.28%，SRCFT9較SRCFT7減小了27.92%；

(2)對(duì)比試件荷載-位移曲線，可以發(fā)現(xiàn)隨著長(zhǎng)細(xì)比的增大，試件下降段呈現(xiàn)越來(lái)越陡的趨勢(shì)，表明延性越來(lái)越差；同時(shí)長(zhǎng)細(xì)比的增大導(dǎo)致試件的破壞模式也發(fā)生了改變，如SRCFT1為強(qiáng)度破壞模式，而同管徑的其余試件為失穩(wěn)破壞.

4.2 荷載-側(cè)向位移曲線

限于篇幅，圖11給出了部分試件的側(cè)向位移分布曲線，其中：高度H表示布置的位移計(jì)距離試件固定端的距離，n表示試件此時(shí)的側(cè)向位移值所對(duì)應(yīng)的荷載與其極限荷載的比值；in表示豎直面內(nèi)側(cè)向位移，out表示水平面內(nèi)側(cè)向位移.

從圖中可以看出，強(qiáng)度破壞試件其側(cè)向位移值相較其他試件都較小，如SRCFT1試件在達(dá)到極限荷載所對(duì)應(yīng)的最大側(cè)向位移約為2.44 mm，與試件長(zhǎng)度的比值僅為0.93‰，幾乎可忽略不計(jì).

失穩(wěn)試件如SRCFT3雖然在達(dá)到極限荷載時(shí)所對(duì)應(yīng)側(cè)向位移數(shù)值僅為17 mm左右，但當(dāng)試件的荷載下降到極限荷載的90%時(shí)，所對(duì)應(yīng)的側(cè)向位移急劇增大，平面內(nèi)側(cè)向位移達(dá)到了31 mm，約為極限荷載對(duì)應(yīng)側(cè)向位移的1.8倍.側(cè)向位移急劇增大，且側(cè)向位移分布曲線近似服從半波正弦曲線，是典型的失穩(wěn)破壞，其他試件類(lèi)似.

4.3 應(yīng)變分析

圖12、13顯示了部分試件的荷載-應(yīng)變分布曲線.從圖12可以看出，強(qiáng)度破壞試件主要有以下幾個(gè)規(guī)律：

(1)在試驗(yàn)加載初期，試件處于彈性工作狀態(tài)，鋼管外壁荷載-縱向應(yīng)變曲線DV1～DV4大致呈線性變化，試件的縱向應(yīng)變隨著荷載的增加而緩慢增長(zhǎng)；隨后試件進(jìn)入彈塑性工作狀態(tài)，應(yīng)變率變化逐漸加大，應(yīng)變?cè)谶_(dá)到極限承載力后增長(zhǎng)最快.同時(shí)，由于加載過(guò)程中未出現(xiàn)荷載下降的情況，整個(gè)試件荷載-應(yīng)變曲線在達(dá)到極限承載力后保持承載力不變，而應(yīng)變持續(xù)增加.鋼管外壁環(huán)向應(yīng)變DT1～DT4與縱向應(yīng)變變化規(guī)律類(lèi)似，加載初期發(fā)展較慢，后期因混凝土橫向變形增大，對(duì)鋼管的擠壓作用增大，鋼管對(duì)混凝土橫向膨脹的約束作用變得明顯導(dǎo)致應(yīng)變率增大；

(2)鋼管內(nèi)部環(huán)狀鋼片縱向與環(huán)向應(yīng)變變化規(guī)律與鋼管上應(yīng)變是類(lèi)似的，同樣是加載初期應(yīng)變保持彈性，增長(zhǎng)較慢，繼而隨著荷載的增加進(jìn)入彈塑性，應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)率加快，達(dá)到極限承載力后荷載保持不變，應(yīng)變持續(xù)增加，環(huán)狀鋼片開(kāi)始完全屈服，表明內(nèi)部環(huán)狀鋼片在整個(gè)加載過(guò)程中全程參與受力，對(duì)試件整體的承載力和剛度都有著一定的貢獻(xiàn).同一級(jí)荷載情況下，可以發(fā)現(xiàn)內(nèi)部環(huán)狀鋼片縱向應(yīng)變值大于外部鋼管，原因可能是由于外鋼管和內(nèi)部鋼骨的雙重約束，導(dǎo)致核心區(qū)應(yīng)力幅值較大，繼而使得環(huán)狀鋼片應(yīng)變較外鋼管偏大；

(3)內(nèi)部整體環(huán)向板的環(huán)向應(yīng)變始終處于受拉狀態(tài)，其變化趨勢(shì)與環(huán)狀鋼片上環(huán)向應(yīng)變是類(lèi)似的，表明整體環(huán)向板在試件整體受力過(guò)程中也參與其中，與環(huán)狀鋼片組成一整體對(duì)核心區(qū)混凝土進(jìn)行約束從而提高混凝土的承載力和延性，改善試件的力學(xué)性能.

從圖13可以看出，試件發(fā)生失穩(wěn)破壞與強(qiáng)度破壞應(yīng)變變化規(guī)律在達(dá)到極限承載力之前是類(lèi)似的，即表現(xiàn)為加載初期應(yīng)變的線性增加和繼續(xù)加載轉(zhuǎn)變?yōu)閼?yīng)變率的增長(zhǎng)，不同之處主要在以下兩個(gè)方面：

(1)失穩(wěn)試件在達(dá)到極限承載力后，沒(méi)有延性段，應(yīng)變持續(xù)增加的情況下，承載力發(fā)生陡降，表現(xiàn)為試件的突然破壞，這與強(qiáng)度破壞試件是截然不同的；

(2)失穩(wěn)試件在達(dá)到極限承載力后，除去個(gè)別試件數(shù)據(jù)異常外，總有應(yīng)變發(fā)生受力狀態(tài)的改變，表現(xiàn)為受壓應(yīng)變的減小，繼而甚至轉(zhuǎn)變?yōu)槭芾瓲顟B(tài)，如試件SRCFT3應(yīng)變DV4，這表明由于發(fā)生失穩(wěn)，試件彎曲變形因而鋼管一側(cè)有受拉的趨勢(shì)導(dǎo)致該側(cè)受壓應(yīng)變減小，甚至可能轉(zhuǎn)為受拉.

5 結(jié)論

通過(guò)對(duì)4個(gè)普通鋼管混凝土柱及8個(gè)新型環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱的試驗(yàn)過(guò)程、試件的破壞形態(tài)及試驗(yàn)結(jié)果分析，可以得到以下結(jié)論：

(1)試驗(yàn)件普通鋼管混凝土柱為失穩(wěn)破壞，而環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱破壞模式分為強(qiáng)度破壞和失穩(wěn)破壞，強(qiáng)度破壞以試件局部發(fā)生鼓曲，材料達(dá)到極限強(qiáng)度為特征.失穩(wěn)破壞以試件整體發(fā)生明顯彎曲，承載力陡降為特征；

(2)環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱較普通鋼管柱在承載力、軸向剛度等方面均有不同程度的提高，承載力最大可提高約18.67%，軸向剛度可提高約82.27%.內(nèi)配環(huán)狀鋼骨后能夠顯著改變?cè)嚰钠茐哪Ｊ剑?/p>

(3)在試驗(yàn)尺寸規(guī)格范圍內(nèi)，整體環(huán)向板間距對(duì)試件承載力影響較小，對(duì)軸向剛度影響較大.隨著環(huán)狀鋼骨-鋼管混凝土柱長(zhǎng)細(xì)比的增大，試件極限承載力、剛度和延性均有不同程度的降低，試件的破壞模式也由強(qiáng)度破壞逐漸轉(zhuǎn)為失穩(wěn)破壞.