風(fēng)電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒鋼板局部屈曲性能軸壓試驗(yàn)研究

羅 偉 陸國(guó)兵 王姝琪 蘭涌森 譚繼可 王宇航 周 揚(yáng)

(1.中國(guó)船舶重工集團(tuán)海裝風(fēng)電股份有限公司，重慶 401122；2.重慶大學(xué)土木工程學(xué)院，重慶 400045；3.中國(guó)電力工程顧問集團(tuán)西北電力設(shè)計(jì)院有限公司，西安 710075)

1 概 述

風(fēng)電能源是一種清潔的可再生能源，風(fēng)力發(fā)電是應(yīng)用最廣泛、發(fā)展最快的新能源發(fā)電技術(shù)。塔筒作為風(fēng)機(jī)中的重要承載結(jié)構(gòu)，除了主要支撐風(fēng)輪和機(jī)艙的重量外，還要承受風(fēng)荷載和風(fēng)機(jī)運(yùn)行中的動(dòng)荷載，因此，塔筒對(duì)于風(fēng)力發(fā)電機(jī)組穩(wěn)定運(yùn)行起著重要作用。目前，圓臺(tái)形鋼結(jié)構(gòu)塔筒是大型風(fēng)力發(fā)電機(jī)組普遍采用的支撐結(jié)構(gòu)形式，這種結(jié)構(gòu)在機(jī)組容量較大、輪轂高度較高時(shí)，可能發(fā)生失穩(wěn)破壞，如圖1所示[1]。為了解決圓臺(tái)形鋼結(jié)構(gòu)塔筒在受壓時(shí)容易發(fā)生失穩(wěn)從而導(dǎo)致塔筒倒塌的問題，本文基于組合結(jié)構(gòu)原理提出一種新型風(fēng)電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒，如圖2所示。風(fēng)電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒的內(nèi)外鋼板通過栓釘與混凝土連接，能充分發(fā)揮混凝土和鋼材各自的材料性能，同時(shí)，混凝土對(duì)鋼板起平面外支撐作用，栓釘?shù)牟贾檬沟娩摪宓那荒馨l(fā)生在栓釘間距內(nèi)，大大改善了圓臺(tái)形鋼結(jié)構(gòu)塔筒的屈曲承載性能。

圖1 局部屈曲引起的塔筒倒塌Fig.1 The collapse caused by local buckling of steel tower

圖2 風(fēng)電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒示意Fig.2 Schematic diagram of steel-concrete composite shell wind tower

目前，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)鋼-混凝土組合殼體中鋼板的屈曲性能進(jìn)行了一定的理論和試驗(yàn)研究。Zhang等基于現(xiàn)有試驗(yàn)數(shù)據(jù)和有限元分析給出了鋼板混凝土組合墻中防止鋼板屈服前屈曲的長(zhǎng)細(xì)比限值[2]。聶建國(guó)等基于彈性薄板理論和能量駐值原理推導(dǎo)了組合板的局部失穩(wěn)臨界荷載，并得到軸壓下組合板最大栓釘間距和最小混凝土板厚的計(jì)算公式[3]。Huang等對(duì)內(nèi)填超輕水泥復(fù)合材料的鋼板混凝土組合墻軸壓性能進(jìn)行試驗(yàn)研究，并基于Eurocode 4和AISC 360提出了一種改進(jìn)的承載力計(jì)算公式[4]。文獻(xiàn)[5-6]分別對(duì)具有不同距厚比的鋼-混凝土組合殼體進(jìn)行軸壓試驗(yàn)，給出了防止外鋼板發(fā)生局部彈性屈曲的距厚比限值公式和承載力計(jì)算公式。Yang等對(duì)10個(gè)鋼-混凝土組合殼體進(jìn)行軸壓試驗(yàn)，改變栓釘?shù)牟贾梅绞胶途嗪癖?，提出了一種基于歐拉方程的理論模型預(yù)測(cè)鋼板的屈曲應(yīng)力[7]。丁路通等對(duì)僅在混凝土上加載的鋼-混凝土組合殼體進(jìn)行軸壓試驗(yàn)，研究了鋼板厚度t、栓釘長(zhǎng)度L和栓釘頭連線與墻體軸線夾角θ對(duì)承載力的影響[8]。

以上研究主要圍繞鋼-混凝土組合殼體共同承受軸向壓力和僅混凝土承受軸向壓力兩種工況，未對(duì)鋼板單獨(dú)承受軸向壓力的工況進(jìn)行研究，且均未對(duì)帶曲率鋼-混凝土組合殼體軸壓下的屈曲承載性能進(jìn)行研究。因此，設(shè)計(jì)以曲率(半徑的倒數(shù))和距厚比(栓釘豎向間距與鋼板厚度的比值)為對(duì)比參數(shù)的3個(gè)試件，并僅在內(nèi)外側(cè)鋼板上施加軸向荷載，其中，內(nèi)外側(cè)鋼板通過栓釘與混凝土相連，但混凝土不直接承擔(dān)豎向荷載，僅對(duì)鋼板起平面外支撐作用，以研究鋼-混凝土組合殼體中鋼板的屈曲承載性能。

2 試驗(yàn)概況

2.1 試件設(shè)計(jì)

設(shè)計(jì)了3個(gè)試件，試件高度均為1 000 mm，夾層混凝土厚度為100 mm，鋼板厚度為2.5 mm，在試件上下端部設(shè)置12 mm厚的端板，試件截面內(nèi)外側(cè)鋼板截面長(zhǎng)度之和均為1 800 mm(試件橫截面鋼板面積相同)，鋼板的截面形心與端板形心重合，試件具體參數(shù)見表1，試件構(gòu)造特征如圖3、4所示。

表1 試件參數(shù)Table 1 Parameters of specimens

本文通過僅對(duì)內(nèi)外側(cè)鋼板施加軸壓荷載進(jìn)而測(cè)得鋼板局部屈曲承載力，由于鋼板和混凝土之間的黏結(jié)摩擦作用對(duì)鋼板局部屈曲承載力有影響，為了消除鋼板和混凝土之間黏結(jié)摩擦作用的影響，在與混凝土接觸的鋼板表面粘貼一層0.1 mm厚摩擦系數(shù)很小的聚四氟乙烯膜以消除黏結(jié)摩擦作用的影響，同時(shí)為避免在軸壓加載過程中鋼板上荷載通過栓釘連接件傳遞給混凝土，避免混凝土參與受力，本文在豎向高度相鄰栓釘中間鋪設(shè)一層10 mm厚彈性模量非常小的珍珠棉，將混凝土沿豎向分段隔開(圖4c)，進(jìn)而保證在加載過程中鋼板承受的軸力不會(huì)傳遞到混凝土上，即豎向加載時(shí)混凝土之間彈性模量非常小的珍珠棉受力壓縮，混凝土受力和變形很小，可忽略不計(jì)。在厚度方向的兩側(cè)鋼板上分別設(shè)一排50 mm×50 mm的孔洞(圖3a)，孔洞位置與珍珠棉的鋪設(shè)高度相對(duì)應(yīng)，以便于準(zhǔn)確地鋪設(shè)珍珠棉，完成混凝土澆筑和珍珠棉鋪設(shè)后再焊接上方鋼板以封堵對(duì)應(yīng)孔洞。

a—整體示意；b—內(nèi)部示意。圖3 試件示意Fig.3 Schematic diagrams of specimens

標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體試塊28 d實(shí)測(cè)抗壓強(qiáng)度平均值為37.3 MPa。鋼材的強(qiáng)度等級(jí)為Q235B，鋼材的實(shí)測(cè)屈服強(qiáng)度為332.33 MPa，極限強(qiáng)度為455.33 MPa。

2.2 試件加工

內(nèi)外側(cè)鋼板彎卷成型后，分別在內(nèi)側(cè)鋼板的弧形內(nèi)側(cè)和外側(cè)鋼板的弧形外側(cè)焊接輔助加勁鋼板以減小內(nèi)外側(cè)鋼板在試件制作過程中出現(xiàn)的制造誤差。在內(nèi)側(cè)鋼板的弧形外側(cè)和外側(cè)鋼板的弧形內(nèi)側(cè)分別焊接栓釘(圖5a)，并在焊有栓釘?shù)匿摪鍌?cè)面粘貼一層聚四氟乙烯薄膜(圖5b)，最后將內(nèi)外側(cè)鋼板、開孔側(cè)板和上下端板按要求組裝焊接在一起。為實(shí)現(xiàn)將混凝土沿豎向高度分段隔開和預(yù)留伸縮縫，試件制作時(shí)采用了分層澆筑混凝土方案，即混凝土通過上端板預(yù)留孔洞進(jìn)行澆筑，在分層澆筑混凝土?xí)r，在沿高度方向每相鄰兩排豎向栓釘中間鋪一層珍珠棉，每澆筑一層混凝土均需采用振搗棒從下往上振搗密實(shí)，如圖5c所示。澆筑完成一層混凝土后，對(duì)相應(yīng)一層的洞口進(jìn)行封堵，最后完成試件的加工制作，如圖5d所示。澆筑試件混凝土的同時(shí)，制作150 mm×150 mm×150 mm標(biāo)準(zhǔn)混凝土立方體試塊，并在相同的條件下進(jìn)行養(yǎng)護(hù)。

a—平鋼板試件橫截面；b—弧形鋼板試件橫截面；c—試件A—A立面。圖4 試件內(nèi)部構(gòu)造Fig.4 Details of the internal structure of specimen

a—焊接栓釘；b—貼聚四氟乙烯膜；c—分層澆筑混凝土；d—焊接側(cè)板小鋼板。圖5 試件加工過程Fig.5 Specimen processing

2.3 加載裝置和測(cè)量方案

本試驗(yàn)采用電液伺服壓力試驗(yàn)機(jī)對(duì)試件進(jìn)行加載，試驗(yàn)加載裝置和位移量測(cè)方案如圖6所示。在加載過程中施加的軸向壓力由加載裝置中的力傳感器測(cè)量，軸向位移通過內(nèi)外側(cè)鋼板中心位置處對(duì)稱布置的LVDT位移計(jì)測(cè)量。試驗(yàn)加載方案為單調(diào)軸壓加載，加載過程分為預(yù)加載和正式加載兩個(gè)階段。在預(yù)加載階段，施加軸向壓力至名義軸壓屈服承載力(N=fyAs)的10%，檢查加載裝置和量測(cè)儀器是否運(yùn)行正常。正式加載階段，采用位移控制進(jìn)行加載，加載速率為0.2 mm/min，當(dāng)試件屈服變形嚴(yán)重時(shí)，停止加載。

a—加載裝置；b—位移計(jì)布置。圖6 加載裝置與量測(cè)方案Fig.6 Test equipment and measurement scheme

圖7為鋼板應(yīng)變片具體布置和編號(hào)，對(duì)于鋼-混凝土組合殼體試件，在內(nèi)、外鋼板水平與豎向中心線處的栓釘之間布置一行和一列豎向應(yīng)變片。

a—鋼-混凝土組合殼體試件的內(nèi)鋼板；b—鋼-混凝土組合殼體試件的外鋼板。圖7 豎向應(yīng)變片的布置Fig.7 Arrangements of vertical strain gauges

3 試驗(yàn)現(xiàn)象和破壞形態(tài)

試件SCS1在峰值荷載之前，在內(nèi)側(cè)鋼板上栓釘之間處出現(xiàn)三處鼓曲且三處鼓曲沿著對(duì)角線方向分布，隨后外鋼板左上方第一行栓釘下方鼓曲，鋼板鼓曲出現(xiàn)的順序如圖8所示。當(dāng)試件SCS1達(dá)到峰值承載力771.40 kN后，外鋼板最上部橫排栓釘下的鋼板鼓曲變形進(jìn)一步增大并貫通，同時(shí)內(nèi)側(cè)鋼板左上方在栓釘之間出現(xiàn)三處鼓曲變形，內(nèi)側(cè)鋼板右上方也出現(xiàn)鼓曲變形，如圖8a所示。繼續(xù)加載，與內(nèi)側(cè)和外側(cè)鋼板上部鼓曲處連接的左側(cè)板和右側(cè)板出現(xiàn)鼓曲。試件SCS1的最終破壞形態(tài)見圖8。

a—內(nèi)側(cè)鋼板；b—外側(cè)鋼板；c—混凝土破壞。圖8 試件SCS1的最終破壞形態(tài)Fig.8 Final failure modes of specimen SCS1

試件SCS2在加載過程中，內(nèi)外側(cè)鋼板的鼓曲變形出現(xiàn)順序如圖9所示。在峰值荷載955.25 kN出現(xiàn)后，外側(cè)鋼板上方左右兩側(cè)鼓曲變形增大并連通，如圖9b所示。隨著荷載的繼續(xù)加大，內(nèi)側(cè)鋼板第二橫排栓釘上方的鼓曲變形繼續(xù)增大并貫通。繼續(xù)加載，與內(nèi)外兩側(cè)鋼板上的鼓曲變形附近的側(cè)板均出現(xiàn)鼓曲變形，試件SCS2的最終破壞形態(tài)見圖9。

試件SCS3為平鋼板試件。在試件SCS3達(dá)到峰值承載力之前，外側(cè)鋼板首先出現(xiàn)通長(zhǎng)鼓曲變形。在試件SCS3達(dá)到峰值承載力550.25 kN之后，與外側(cè)鋼板鼓曲變形相同高度處的內(nèi)側(cè)鋼板區(qū)域出現(xiàn)通長(zhǎng)鼓曲變形。繼續(xù)加載，與內(nèi)外兩側(cè)鋼板的鼓曲變形相同高度處的側(cè)板均出現(xiàn)鼓曲變形，試件SCS3的最終破壞形態(tài)如圖10所示。

從3個(gè)試件的最終破壞形態(tài)可以看出，所有試件破壞形態(tài)均為上下栓釘之間的鋼板區(qū)域出現(xiàn)鼓曲變形。栓釘對(duì)鋼板具有側(cè)向約束作用從而使鋼板的屈曲破壞僅出現(xiàn)在上下相鄰的栓釘之間。與平鋼板試件SCS3相比，弧形鋼板試件SCS1和SCS2的內(nèi)外兩側(cè)鋼板均具有較大的平面外剛度，故而內(nèi)外側(cè)鋼板的屈曲半波長(zhǎng)均減小，弧形鋼板試件SCS1和SCS2的峰值承載力比平鋼板試件SCS3大。對(duì)比弧形鋼板試件SCS1和SCS2，在內(nèi)鋼板曲率同為0.001的條件下，距厚比減小時(shí)，增加了栓釘?shù)臄?shù)量，從而增強(qiáng)了對(duì)內(nèi)外兩側(cè)鋼板的平面外約束，限制了鋼板的屈曲變形，減小栓釘之間鋼板屈曲變形有效長(zhǎng)度，更有利于鋼材強(qiáng)度的充分發(fā)揮，最終提高了試件的屈曲承載力。試件破壞后，除在珍珠棉鋪設(shè)處形成的混凝土縫之外，混凝土開裂但未破碎，仍然能夠承受較大的軸壓荷載。

a—內(nèi)側(cè)鋼板；b—外側(cè)鋼板；c—混凝土破壞。圖9 試件SCS2的最終破壞形態(tài)Fig.9 Final failure modes of specimen SCS2

a—內(nèi)側(cè)鋼板；b—外側(cè)鋼板；c—混凝土。圖10 試件SCS3的最終破壞形態(tài)Fig.10 Final failure modes of specimen SCS3

4 荷載-應(yīng)變曲線和荷載-位移曲線

圖11給出了試件失穩(wěn)破壞位置處測(cè)點(diǎn)的荷載-應(yīng)變曲線，其中，“正值”表示拉應(yīng)變，“負(fù)值”表示壓應(yīng)變。從圖11a、b可以看出，試件SCS1的應(yīng)變數(shù)據(jù)離散性較大，但所有應(yīng)變數(shù)據(jù)均在荷載達(dá)到679.65 kN時(shí)發(fā)生突變，結(jié)合試驗(yàn)現(xiàn)象“在內(nèi)側(cè)鋼板上栓釘之間處出現(xiàn)三處鼓曲且三處鼓曲沿著對(duì)角線方向分布”可知，內(nèi)鋼板出現(xiàn)了明顯鼓曲破壞，因此可將679.65 kN作為內(nèi)鋼板的局部屈曲荷載，由于內(nèi)鋼板的鼓曲較為明顯，改變了試件受力狀態(tài)，使得外鋼板的應(yīng)變數(shù)據(jù)也發(fā)生了明顯突變。

a—試件SCS1的內(nèi)鋼板；b—試件SCS1的外鋼板；c—試件SCS2的內(nèi)鋼板；d—試件SCS2的外鋼板；e—試件SCS3的內(nèi)鋼板；f—試件SCS3的外鋼板。圖11 荷載-應(yīng)變曲線Fig.11 Load-strain curves

圖11c、d中試件SCS2的應(yīng)變數(shù)據(jù)均在荷載達(dá)到800.65 kN時(shí)發(fā)生突變，同時(shí)內(nèi)鋼板首次出現(xiàn)屈曲變形，如圖9a所示。繼續(xù)加載，內(nèi)鋼板出現(xiàn)多屈曲變形，因此可將800.65 kN作為內(nèi)鋼板的局部屈曲荷載。

受初始面外幾何缺陷的影響，加載過程中試件SCS3外鋼板局部處于受拉狀態(tài)，圖11e、f中試件SCS3的應(yīng)變數(shù)據(jù)均在荷載達(dá)到503.85 kN時(shí)發(fā)生突變，同時(shí)外鋼板和內(nèi)鋼板相繼出現(xiàn)屈曲變形，如圖10b所示，因此可將503.85 kN作為試件SCS3的局部屈曲荷載。

所有試件的荷載-位移曲線都呈彈性階段、塑性階段和峰值后下降階段(圖12)，彈性階段試件所承受的荷載線性增長(zhǎng)較快，弧形試件(SCS1和SCS2)塑性階段不明顯，平鋼板試件SCS3具有明顯的塑性屈服階段，所有試件在達(dá)到峰值承載力之后，試件的鼓屈變形發(fā)展較快，試件的承載力下降較快。從圖12可以看出，鋼-混凝土組合殼體混合塔筒在出現(xiàn)較大的破壞變形后仍然具有較大的承載能力。試驗(yàn)得到的試件屈曲承載力如表2所示?？梢姡簩?duì)比試件SCS2和SCS3，當(dāng)距厚比為65時(shí)，內(nèi)側(cè)鋼板曲率為0.001的試件SCS2的峰值承載力比平鋼板試件SCS3提高了73%；對(duì)比試件SCS1和SCS2，內(nèi)側(cè)鋼板曲率值相同，距厚比從109減小到65，試件的峰值承載力提高了23.8%。

表2 荷載-位移曲線關(guān)鍵參數(shù)Table 2 Characteristic parameters of load-displacement curves

圖12 荷載-位移曲線Fig.12 Load-displacement curves

5 結(jié)束語(yǔ)

本文完成3個(gè)僅在內(nèi)外側(cè)鋼板上加載的鋼-混凝土組合殼體混合塔筒試件鋼板屈曲承載性能軸壓試驗(yàn)，通過分析試驗(yàn)結(jié)果得出以下結(jié)論：

1)鋼-混凝土組合殼體混合塔筒試件在僅內(nèi)外側(cè)鋼板承受軸向荷載時(shí)，鋼板的鼓曲變形均發(fā)生上下相鄰的兩排栓釘之間的區(qū)域，栓釘對(duì)鋼板有較強(qiáng)的面外約束作用。

2)對(duì)內(nèi)鋼板曲率為0.001的試件，距厚比減小時(shí)，增強(qiáng)了栓釘對(duì)內(nèi)外側(cè)鋼板的約束作用，內(nèi)外側(cè)鋼板的屈曲半波長(zhǎng)減小即減小了鋼板屈曲段計(jì)算長(zhǎng)度，從而提高了受壓承載力。

3)與平鋼板試件相比，弧形鋼板試件內(nèi)外側(cè)鋼板的面外剛度較大，弧形構(gòu)造增強(qiáng)了對(duì)鋼板面外變形的約束作用，屈曲段計(jì)算長(zhǎng)度減小從而提高了受壓承載力

4)鋼-混凝土組合殼體混合塔筒試件破壞后，內(nèi)外側(cè)鋼板之間的混凝土仍然具有較好的完整性，能夠承擔(dān)一定的軸壓荷載，從而能夠避免因鋼板鼓曲變形而導(dǎo)致的破壞變形快速發(fā)展及倒塌，具有較好的延性。