高強(qiáng)錐形中空夾層薄壁鋼管混凝土軸壓短柱試驗研究

陳慶勝，龐亞紅，孔 龍，李博凡，安 寧，王先鐵

(1.國網(wǎng)甘肅省經(jīng)濟(jì)技術(shù)研究院，甘肅 蘭州 730000；2.西安建筑科技大學(xué) 土木工程學(xué)院，陜西 西安 710055；3.國網(wǎng)甘肅省電力公司，甘肅 蘭州 730000)

隨著我國輸電線路快速發(fā)展，緊湊型線路、大截面導(dǎo)線得到廣泛應(yīng)用，在提高線路輸電能力的同時，也增加了輸電桿塔荷載.鋼管桿自重輕，但穩(wěn)定問題突出，且造價較高.角鋼塔因底部開展，占地面積較大，在城區(qū)的應(yīng)用受到限制.由內(nèi)、外鋼管和夾層混凝土(CFDST)構(gòu)成的中空夾層鋼管混凝土構(gòu)件相比于實心鋼管混凝土，其截面開展、能夠有效減輕自重.相比于空鋼管，其具有更好的抗局部屈曲能力和延性.目前，CFDST構(gòu)件在橋梁、海洋平臺、風(fēng)電塔筒及輸電桿塔等工程中逐漸得到應(yīng)用.

自20世紀(jì)80年代以來，國內(nèi)外學(xué)者對CFDST構(gòu)件的軸壓性能已開展了諸多研究.Huang等[1]利用有限元軟件對CFDST短柱進(jìn)行了數(shù)值模擬，得到了試件平均應(yīng)力-縱向應(yīng)變、混凝土與鋼管相互作用的典型曲線.Jing等[2]根據(jù)9個CFDST短柱的軸壓試驗結(jié)果提出了構(gòu)件承載力計算公式.Hassanein等[3]在以往學(xué)者提出的CFDST軸壓短柱承載力計算公式的基礎(chǔ)上，通過數(shù)值模擬提出了滿足更大范圍鋼管徑厚比的承載力計算公式.為改善CFDST構(gòu)件的受力性能，夏松等[4]參考Ding等[5]對帶拉筋鋼管混凝土柱的研究，通過焊接對拉鋼筋使內(nèi)、外鋼管協(xié)同工作.結(jié)果表明，配置拉筋后，構(gòu)件的承載力和剛度均有顯著提升.根據(jù)中空夾層鋼管混凝土構(gòu)件在實際工程中的受力特征，學(xué)者們提出了錐形CFDST.Han等[6]通過試驗研究發(fā)現(xiàn)錐形CFDST構(gòu)件相比于普通CFDST構(gòu)件的軸壓承載力有所降低.Li等[7]通過試驗對比分析了錐形CFDST短柱與直柱的破壞模式，并提出錐形構(gòu)件的軸壓承載力計算公式.王文達(dá)等[8]利用有限元數(shù)值模擬研究了錐度和空心率對錐形CFDST短柱破壞模式和承載性能的影響，結(jié)果表明，隨著錐度增加，破壞截面位置逐漸向柱頂靠近.

綜上所述，以往主要針對普通強(qiáng)度的CFDST構(gòu)件開展研究，構(gòu)件自重較大，施工過程中需要澆筑混凝土.王燦燦等[9]針對高強(qiáng)CFDST構(gòu)件的軸壓力學(xué)性能開展了研究，并提出了高強(qiáng)CFDST短柱承載力和剛度的計算方法.為滿足預(yù)制裝配式發(fā)展要求，提高CFDST構(gòu)件的承載力并進(jìn)一步降低自重，本文提出一種高強(qiáng)錐形中空夾層薄壁鋼管混凝土(THSTW-CFDST)構(gòu)件.該構(gòu)件采用Q690高強(qiáng)鋼材和C120高強(qiáng)混凝土以提高承載能力，同時增大構(gòu)件空心率和鋼管徑厚比以減小構(gòu)件自重，通過對鋼管設(shè)置縱向加勁肋以減緩徑厚比和空心率超限[10]帶來的不利影響[11-12].對大徑厚比、大空心率高強(qiáng)錐形中空夾層薄壁鋼管混凝土短柱開展軸心受壓試驗研究，并提出承載力建議公式.

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

試件內(nèi)、外鋼管和加勁肋所用鋼材均為Q690D，混凝土采用摻加鋼纖維的C120高強(qiáng)混凝土.試驗變化參數(shù)為內(nèi)鋼管徑厚比(d/ti)、外鋼管徑厚比(D/to)、空心率(χ=d/(D-2to))以及內(nèi)外鋼管是否設(shè)置縱向加勁肋.其中，d、ti分別為內(nèi)鋼管直徑和壁厚，D、to分別為外鋼管直徑和壁厚，試件截面如圖1所示.

本次試驗共計10個試件，試件截面上小下大呈線性變化，錐度為1∶50，長徑比為3，空心率為0.72～0.85(規(guī)范限值為0.75)，內(nèi)鋼管徑厚比為35～100(規(guī)范限值為34)，外鋼管徑厚比為50～120(規(guī)范限值為51).試件編號分別為ZY-1～ZY-5，每組試件均包含帶肋和無肋兩個對比試件，其中“A”為無肋試件，“B”為帶肋試件.試件參數(shù)如表1所示，試件整體示意圖如圖2所示.

為保證制作完成后的試件幾何中心與端板幾何中心重合，先將內(nèi)鋼管與端板點(diǎn)焊，在確保內(nèi)鋼管與端板幾何中心對齊后完成內(nèi)鋼管與端板的焊接，然后焊接內(nèi)鋼管縱向加勁肋.外鋼管與各部件的焊接過程與內(nèi)鋼管相反，即先焊接外鋼管縱向加勁肋，然后將外鋼管與端板進(jìn)行焊接.制作完成的鋼管試件如圖3(a)所示.混凝土采用鋼纖維高強(qiáng)混凝土如圖3(b)所示，為保證混凝土密實，將試件放到振動臺上振搗.待混凝土初凝3 d后，將混凝土表面與鋼管表面打磨平齊，澆筑完成后的試件如圖3(c)所示. 在外鋼管上端焊接環(huán)肋，以防試驗過程中端部受壓破壞.加勁肋沿試件縱向通長布置，厚度與鋼管壁厚一致，寬度為18 mm.

表1 試件主要參數(shù)Tab.1 Parameters of specimens

圖2 試件整體示意圖Fig.2 Overall of specimens

圖3 試件制作過程Fig.3 Specimen processing process

1.2 材料力學(xué)性能

按照文獻(xiàn)[13]制作鋼材試樣，試驗結(jié)果如表2所示.

表2 鋼材材性實測Tab.2 Mechanical properties of steel

按照文獻(xiàn)[14]制作混凝土試樣，試驗結(jié)果如表3所示.

表3 混凝土材性實測Tab.3 Mechanical properties of concrete

1.3 試驗裝置及加載制度

試驗在20 000 kN電液伺服壓剪實驗機(jī)上進(jìn)行.試件兩端設(shè)置單向刀口鉸以實現(xiàn)兩端鉸接邊界條件，試驗加載裝置如圖4所示.

圖4 加載裝置Fig.4 Test setup

試驗為靜力加載.在正式加載前進(jìn)行預(yù)加載，預(yù)加載至承載力預(yù)估值的10%，加載結(jié)束后確認(rèn)各測試儀器是否正常，待確認(rèn)無異常后卸載至0，如此反復(fù)一次.正式加載時，每級荷載取預(yù)估極限荷載的10%，當(dāng)荷載達(dá)到極限承載力預(yù)估值的60%以后，每級荷載取預(yù)估極限承載力的5%.每級加載穩(wěn)定1 min后記錄相應(yīng)荷載和應(yīng)變，接近預(yù)估極限承載力時慢速連續(xù)加載.加載至滿足以下兩個條件之一時停止加載：①試件破壞；②荷載下降至峰值荷載的85%.

1.4 測點(diǎn)布置

試件測點(diǎn)布置如圖5所示.在試件底部布置4個位移計以測量試件的縱向變形，在試件中部對稱布置兩個位移計以測量試件的橫向變形.在外鋼管的上、中、下三個截面和內(nèi)鋼管的上端截面分別對稱布置豎向和環(huán)向應(yīng)變片，以測量試件的縱向和環(huán)向應(yīng)變.縱向和環(huán)向應(yīng)變片分別以L和T表示，外鋼管自下而上A-A、B-B、C-C截面應(yīng)變片編號分別以L1-1、L2-1、L3-1和T1-1、T2-1、T3-1開始；內(nèi)鋼管僅在上截面布置測點(diǎn)，以L4-1和T4-1開始.

圖5 測點(diǎn)布置Fig.5 Layout of measurement points

2 試驗結(jié)果與分析

2.1 試件破壞形態(tài)

5組試件的破壞形態(tài)如圖6所示.所有試件的破壞形態(tài)相似，均為靠近上端小截面處局部鼓曲破壞，但不同試件的局部鼓曲高度略有差異.帶肋試件的局部鼓曲高度均小于同組無肋試件，表明設(shè)置縱向加勁肋能有效延緩鋼管的局部鼓曲.

為觀察夾層混凝土的破壞情況，試驗后割開部分試件的外鋼管，如圖7所示.夾層混凝土的破壞形態(tài)與外鋼管的破壞形態(tài)在宏觀上基本一致，在外鋼管局部鼓曲處，夾層混凝土被壓碎呈片狀，并產(chǎn)生密集的縱向裂縫，其他部位的混凝土幾乎沒有裂縫.由于混凝土含鋼纖維，因此未觀察到夾層混凝土被壓碎后有崩潰現(xiàn)象，整體保持完整.在內(nèi)外鋼管的約束作用下，夾層混凝土的變形能力得到提升.對于帶肋試件，加勁肋處夾層混凝土厚度較小，割開外鋼管后觀察到內(nèi)鋼管加勁肋處，夾層混凝土沿高度形成一條貫通裂縫，見圖7(a).在外鋼管局部鼓曲處，加勁肋被壓曲，見圖7(f).

圖6 試件破壞形態(tài)Fig.6 Failure patterns of specimens

圖7 混凝土破壞形態(tài)Fig.7 Failure patterns of concrete

2.2 荷載-位移曲線

各組試件的荷載-位移曲線如圖8所示.加載初期，荷載與位移呈線性關(guān)系；加載至極限承載力的80%～90%時，外鋼管部分進(jìn)入塑性，試件進(jìn)入彈塑性階段，曲線斜率逐漸減緩，表明試件受壓剛度不斷減小.隨著荷載增大，豎向位移快速增長，達(dá)到極限承載力后荷載開始下降，且曲線下降速度較快.

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

各試件極限承載力如表4所示.同組帶肋試件的承載力均高于無肋試件.空心率為0.72時，帶肋試件承載力比無肋試件提高約7.2%；空心率為0.82時，提高約7.5%；空心率為0.85時，提高約10.9%.由表4可知，帶肋試件的承載力均高于相應(yīng)無肋試件與加勁肋承載力之和，說明加勁肋不僅為構(gòu)件提供了承載力，也提高了鋼管對夾層混凝土的約束和支撐作用.對比2、3組可知，當(dāng)內(nèi)鋼管徑厚比從60增至80時，無肋試件和帶肋試件的承載力分別降低了8.5%和13.8%，其原因為內(nèi)鋼管截面減小，夾層混凝土截面增大，但混凝土增加部分提供的承載力小于內(nèi)鋼管減小部分提供的承載力.對比4、5組可知，當(dāng)外鋼管徑厚比從50增至75時，無肋試件和帶肋試件的承載力分別降低了3.7%和3.1%，其原因為混凝土增加部分提供的承載力小于外鋼管減小部分提供的承載力.

表4 軸承承載力試驗值Tab.4 Ultimate strengths of specimens under axial compression

2.3 內(nèi)、外鋼管應(yīng)變

以空心率和內(nèi)、外鋼管徑厚比均超限的第2組試件為例，其荷載-應(yīng)變曲線如圖9、圖10所示.由于鼓曲破壞發(fā)生在試件上部，因此在峰值荷載時無肋和帶肋試件的上部縱向和環(huán)向測點(diǎn)均達(dá)到屈服應(yīng)變，無肋試件的中部和下部測點(diǎn)均未達(dá)到屈服應(yīng)變，而帶肋試件的中部和下部有部分測點(diǎn)達(dá)到屈服應(yīng)變.說明縱向加勁肋可增強(qiáng)鋼管對混凝土的約束作用，并延緩鋼管的局部鼓曲，加強(qiáng)構(gòu)件的整體性和抵抗局部破壞的能力.內(nèi)鋼管上部測點(diǎn)的縱向應(yīng)變在加載結(jié)束時均達(dá)到屈服應(yīng)變，而環(huán)向應(yīng)變未達(dá)到屈服應(yīng)變.表明內(nèi)鋼管主要起提供承載力和支撐的作用，而外鋼管不僅提供了承載力，還起到約束混凝土的作用.

圖9 試件ZY-2A荷載-應(yīng)變曲線Fig.9 Load-strain curves of ZY-2A

圖10 試件ZY-2B荷載-應(yīng)變曲線Fig.10 Load-strain curves of ZY-2B

3 有限元分析

3.1 有限元模型建立

采用有限元軟件ABAQUS建立THSTW-CFDST構(gòu)件有限元模型.內(nèi)、外鋼管采用殼單元，其余部件采用實體單元.鋼材本構(gòu)關(guān)系選用等向強(qiáng)化彈塑性模型，混凝土選用塑性損傷模型，其中膨脹角為30°，偏心率為0.1[1].有限元模型網(wǎng)格劃分如圖11所示，鋼管和混凝土之間的相互作用采用法向硬接觸，切向庫倫摩擦模型，摩擦系數(shù)取0.6[15].邊界條件與試驗相同，試件下端施加位移荷載.

圖11 模型網(wǎng)格劃分Fig.11 Mesh generation of models

3.2 有限元分析結(jié)果

有限元分析的荷載-位移曲線、破壞形態(tài)與試驗結(jié)果對比如圖12、圖13所示.由圖12可知，有限元與試驗荷載-位移曲線吻合較好，二者初始剛度和極限承載力基本一致.由于有限元模型為理想狀態(tài)，后期承載力略高于試驗值.由圖13可知，有限元與試驗破壞形態(tài)基本一致，均為內(nèi)、外鋼管局部鼓曲.有限元分析能夠較準(zhǔn)確地反映試件的受力情況.

3.3 受力機(jī)理分析

試件ZY-2B受力全過程中內(nèi)、外鋼管和夾層混凝土分別承擔(dān)的荷載隨豎向變形關(guān)系曲線如圖14所示.由圖可知，其受力全過程包括三個階段：

(1)彈性階段(OA)：加載初期，鋼管和混凝土均處于彈性狀態(tài)，鋼管的橫向變形大于混凝土，混凝土與外鋼管之間沒有相互作用力，而與內(nèi)鋼管間產(chǎn)生了較小的壓力，如圖15所示.鋼管和混凝土在此階段基本獨(dú)立工作，其承載力為內(nèi)、外鋼管和混凝土單獨(dú)受力時的疊加.加載至A點(diǎn)時，各部件均無明顯變形；

(2)彈塑性階段(AB)：隨著荷載增大，混凝土開裂，其變形模量不斷減小，橫向變形增大，直至與外鋼管接觸產(chǎn)生法向作用力.此時，混凝土處于三向受壓狀態(tài)，抗壓強(qiáng)度不斷提升.在這一階段，外鋼管首先屈服，隨后內(nèi)鋼管屈服.試件在B點(diǎn)達(dá)到極限承載力，外鋼管上部發(fā)生局部鼓曲，內(nèi)鋼管無明顯變形；

(3)塑性階段(BC)：隨著外鋼管局部鼓曲程度增大，荷載開始緩慢下降.隨后內(nèi)鋼管上部發(fā)生向內(nèi)鼓曲變形.在鋼管鼓曲處，混凝土的塑性應(yīng)變急劇增大，此時混凝土被壓碎，試件破壞.

圖12 有限元與試驗荷載-位移曲線對比Fig.12 Comparison of load-displacement curves between FEA and test

圖13 有限元與試驗破壞形態(tài)對比Fig.13 Comparison of failure patterns between FEA and test

圖14 典型N-Δ關(guān)系曲線Fig.14 Typical N-Δ curves of specimen

圖15 鋼管鼓曲處鋼管與混凝土之間的相互作用力 Fig.15 Interaction between steel tube and concrete

對于空心率和鋼管徑厚比在規(guī)范限值內(nèi)的軸壓構(gòu)件，混凝土和外鋼管的承載力在加載后期均出現(xiàn)下降，而內(nèi)鋼管的 承載力持續(xù)上升[9,15].其原因為規(guī)范限值內(nèi)構(gòu)件的破壞模式為外鋼管局部鼓曲和混凝土被壓碎，內(nèi)鋼管的局部鼓曲程度較小.當(dāng)鋼管徑厚比和空心率增大時，內(nèi)鋼管更易發(fā)生局部鼓曲，從而導(dǎo)致內(nèi)鋼管承載力下降.此外，大徑厚比構(gòu)件由于截面實際含鋼率較小，因此在受力過程中混凝土承擔(dān)了較大荷載，又因空心率較大，致使內(nèi)、外鋼管截面積相差較小，相比規(guī)范限值內(nèi)的構(gòu)件，其內(nèi)、外鋼管承擔(dān)的荷載差值明顯減小.以第2組和第5組試件為例，試件ZY-2B的混凝土、外鋼管和內(nèi)鋼管分別承擔(dān)了總荷載的42.2%、32.4%和25.4%，試件ZY-5B的混凝土、外鋼管和內(nèi)鋼管分別承擔(dān)了總荷載的32.4%、40.4%和27.2%.

圖16～圖18為各部件的應(yīng)力發(fā)展過程.其中，鋼管為von Mises應(yīng)力，混凝土為縱向應(yīng)力.加載初期，試件的應(yīng)力分布較為均勻，內(nèi)、外鋼管和混凝土單獨(dú)受力，均處于彈性階段.屈服荷載時，由于外鋼管與混凝土之間的相互作用力不斷增大，外鋼管上部先于內(nèi)鋼管屈服，夾層混凝土上端塑性變形最大.極限荷載時，外鋼管的屈服段進(jìn)一步向下發(fā)展，內(nèi)鋼管上部也進(jìn)入屈服，同時內(nèi)、外鋼管與混凝土的相互作用力不斷增大，混凝土處于三向受壓狀態(tài)，此時外鋼管上部發(fā)生局部鼓曲.繼續(xù)加載，外鋼管鼓曲程度加劇，內(nèi)鋼管上部開始鼓曲，且鼓曲處夾層混凝土的塑性應(yīng)變迅速增大，直至破壞.其受力全過程為：內(nèi)、外鋼管和夾層混凝土單獨(dú)受力→內(nèi)、外鋼管和夾層混凝土之間的相互作用力不斷增大，混凝土三向受壓→外鋼管上部屈服→內(nèi)鋼管上部屈服→外鋼管上部鼓曲→內(nèi)鋼管上部鼓曲 →鼓曲處混凝土被壓碎，試件破壞.

圖16 屈服荷載時各部件應(yīng)力(A點(diǎn))Fig.16 Stress distribution of each component under yield load(A)

圖17 極限荷載時各部件應(yīng)力(B點(diǎn))Fig.17 Stress distribution of each component under ultimate load(B)

圖18 破壞荷載時各部件應(yīng)力(C點(diǎn))Fig.18 Stress distribution of each component under failure load(C)

4 承載力計算公式

文獻(xiàn)[11]對軸壓構(gòu)件的承載力計算方法適用于普通強(qiáng)度CFDST構(gòu)件，對于大徑厚比、大空心率的高強(qiáng)帶肋CFDST構(gòu)件的適用性尚有待研究.

對于帶縱向加勁肋的構(gòu)件，計算其軸壓承載力時將加勁肋等效至內(nèi)、外鋼管，同時在計算混凝土截面積時減去相應(yīng)的加勁肋截面積.規(guī)范公式與學(xué)者建議公式[16-17]計算結(jié)果與試驗值對比如表5所示.由表5可知，按上述方法計算時，帶肋試件的名義約束效應(yīng)系數(shù)ξ0會發(fā)生變化，致使計算結(jié)果與無肋試件不同.各組帶肋試件承載力計算值和試驗值的偏差與無肋試件承載力計算值和試驗值的偏差很小，說明將加勁肋等效至鋼管的計算方法較為準(zhǔn)確.由表5可知，文獻(xiàn)[16]和文獻(xiàn)[17]的公式計算結(jié)果與試驗結(jié)果最大誤差分別為23.7%和20.3%，偏于保守.規(guī)范對ξ0大于0.42試件的承載力計算結(jié)果較為準(zhǔn)確，偏差在10.2%以內(nèi)，而當(dāng)ξ0小于0.38時，最大偏差為20.4%，顯著高估了構(gòu)件的承載力.這是因為在ξ0較小時，外鋼管的徑厚比較大，對混凝土約束作用減小的同時也降低了外鋼管的局部穩(wěn)定性.而規(guī)范僅考慮了鋼管對混凝土約束作用的減小.因此，在規(guī)范原有計算公式的基礎(chǔ)上，對名義約束效應(yīng)系數(shù)ξ0項進(jìn)行修正，計算公式如下.

Nu=Nosc,u+Ni,u

(1)

(2)

(3)

(4)

式中：Nu為CFDST軸心受壓構(gòu)件的承載力；Nosc,u為外鋼管和夾層混凝土的極限承載力，Nosc,u=fosc·(Aso+Ac)；Ni,u為內(nèi)鋼管的極限承載力，Ni,u=fi·Asi；Aso為外鋼管的橫截面面積；Ac為夾層混凝土的橫截面面積；Asi為內(nèi)鋼管的橫截面面積；Ace為CFDST的名義核心混凝土橫截面面積，對于圓套圓CFDST構(gòu)件，Ace=π(D-2to)2/4；fosc為外鋼管和夾層混凝土的組合軸壓強(qiáng)度設(shè)計值；fi為內(nèi)鋼管鋼材的抗拉、抗壓和抗彎強(qiáng)度設(shè)計值；fc為混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值；fo為外鋼管鋼材的抗拉、抗壓和抗彎強(qiáng)度設(shè)計值；C1為計算系數(shù)，C1=α/(1+α)；C2為計算系數(shù)，C2=(1+αn)/(1+α)；α為構(gòu)件截面含鋼率，α=Aso/Ac；ξo為構(gòu)件截面名義約束效應(yīng)系數(shù)設(shè)計值；χ為CFDST的空心率；Di為CFDST的內(nèi)鋼管外直徑；D為CFDST的外鋼管外直徑；to為外鋼管壁厚.

由表4可知，按照上述公式計算的承載力與試驗結(jié)果的偏差在5.7%以內(nèi)，二者吻合較好.

表5 軸壓承載力計算值與試驗值對比Tab.5 Comparison of axial compressive bearing capacity between test results and theoretically calculated results

5 結(jié)論

對10個THSTW-CFDST軸壓短柱進(jìn)行了試驗研究，分析了內(nèi)、外鋼管徑厚比、空心率及縱向加勁肋對試件承載力的影響.結(jié)合有限元模擬，對構(gòu)件受力全過程進(jìn)行分析，結(jié)論如下：

(1)THSTW-CFDST軸壓短柱破壞時表現(xiàn)為外鋼管上部向外局部鼓曲，內(nèi)鋼管上部向內(nèi)局部鼓曲，同時鼓曲處混凝土被壓碎.配置縱向加勁肋可使試件的極限承載力提升6.0%～10.9%.內(nèi)鋼管徑厚比從60增至80時，試件的承載力降低8.5%～13.8%.外鋼管徑厚比從50增至75時，試件的承載力降低3.1%～3.7%；

(2)高強(qiáng)錐形中空夾層薄壁鋼管混凝土軸壓短柱受力全過程包括彈性階段、彈塑性階段和塑性下降階段.相比于空心率和徑厚比在規(guī)范限值內(nèi)的構(gòu)件，其內(nèi)、外鋼管所承擔(dān)的荷載更為接近且內(nèi)鋼管的荷載-位移曲線在后期有明顯下降段；

(3)Han與Hassanein的建議公式在計算ξ0較大構(gòu)件的軸壓承載力時偏于保守，《輸電線路中空夾層鋼管混凝土桿塔技術(shù)規(guī)范》在計算ξ0較小構(gòu)件軸壓承載力時與試驗值偏差較大.提出的THSTW-CFDST軸壓短柱承載力計算公式與試驗結(jié)果吻合較好.