羅 偉 陸國兵 王姝琪 蘭涌森 譚繼可 王宇航 周 揚

(1.中國船舶重工集團海裝風電股份有限公司，重慶 401122；2.重慶大學土木工程學院，重慶 400045；3.中國電力工程顧問集團西北電力設計院有限公司，西安 710075)

1 概 述

風電能源是一種清潔的可再生能源，風力發(fā)電是應用最廣泛、發(fā)展最快的新能源發(fā)電技術。塔筒作為風機中的重要承載結構，除了主要支撐風輪和機艙的重量外，還要承受風荷載和風機運行中的動荷載，因此，塔筒對于風力發(fā)電機組穩(wěn)定運行起著重要作用。目前，圓臺形鋼結構塔筒是大型風力發(fā)電機組普遍采用的支撐結構形式，這種結構在機組容量較大、輪轂高度較高時，可能發(fā)生失穩(wěn)破壞，如圖1所示[1]。為了解決圓臺形鋼結構塔筒在受壓時容易發(fā)生失穩(wěn)從而導致塔筒倒塌的問題，本文基于組合結構原理提出一種新型風電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒，如圖2所示。風電鋼-混凝土組合殼體混合塔筒的內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，混凝土對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，大大改善了圓臺形鋼結構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，國內外學者對鋼-混凝土組合殼體中鋼板的屈曲性能進行了一定的理論和試驗研究。Zhang等基于現(xiàn)有試驗數(shù)據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細比限值[2]。聶建國等基于彈性薄板理論和能量駐值原理推導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算公式[3]。Huang等對內填超輕水泥復合材料的鋼板混凝土組合墻軸壓性能進行試驗研究，并基于Eurocode 4和AISC 360提出了一種改進的承載力計算公式[4]。文獻[5-6]分別對具有不同距厚比的鋼-混凝土組合殼體進行軸壓試驗，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算公式。Yang等對10個鋼-混凝土組合殼體進行軸壓試驗，改變栓釘?shù)牟贾梅绞胶途嗪癖龋岢隽艘环N基于歐拉方程的理論模型預測鋼板的屈曲應力[7]。丁路通等對僅在混凝土上加載的鋼-混凝土組合殼體進行軸壓試驗，研究了鋼板厚度t、栓釘長度L和栓釘頭連線與墻體軸線夾角θ對承載力的影響[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，未對鋼板單獨承受軸向壓力的工況進行研究，且均未對帶曲率鋼-混凝土組合殼體軸壓下的屈曲承載性能進行研究。因此，設計以曲率(半徑的倒數(shù))和距厚比(栓釘豎向間距與鋼板厚度的比值)為對比參數(shù)的3個試件，并僅在內外側鋼板上施加軸向荷載，其中，內外側鋼板通過栓釘與混凝土相連，但混凝土不直接承擔豎向荷載，僅對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 試驗概況

2.1 試件設計

設計了3個試件，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，在試件上下端部設置12 mm厚的端板，試件截面內外側鋼板截面長度之和均為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

本文通過僅對內外側鋼板施加軸壓荷載進而測得鋼板局部屈曲承載力，由于鋼板和混凝土之間的黏結摩擦作用對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摩擦作用的影響，同時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)，進而保證在加載過程中鋼板承受的軸力不會傳遞到混凝土上，即豎向加載時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。在厚度方向的兩側鋼板上分別設一排50 mm×50 mm的孔洞(圖3a)，孔洞位置與珍珠棉的鋪設高度相對應，以便于準確地鋪設珍珠棉，完成混凝土澆筑和珍珠棉鋪設后再焊接上方鋼板以封堵對應孔洞。

a—整體示意；b—內部示意。圖3 試件示意Fig.3 Schematic diagrams of specimens

標準混凝土立方體試塊28 d實測抗壓強度平均值為37.3 MPa。鋼材的強度等級為Q235B，鋼材的實測屈服強度為332.33 MPa，極限強度為455.33 MPa。

2.2 試件加工

內外側鋼板彎卷成型后，分別在內側鋼板的弧形內側和外側鋼板的弧形外側焊接輔助加勁鋼板以減小內外側鋼板在試件制作過程中出現(xiàn)的制造誤差。在內側鋼板的弧形外側和外側鋼板的弧形內側分別焊接栓釘(圖5a)，并在焊有栓釘?shù)匿摪鍌让嬲迟N一層聚四氟乙烯薄膜(圖5b)，最后將內外側鋼板、開孔側板和上下端板按要求組裝焊接在一起。為實現(xiàn)將混凝土沿豎向高度分段隔開和預留伸縮縫，試件制作時采用了分層澆筑混凝土方案，即混凝土通過上端板預留孔洞進行澆筑，在分層澆筑混凝土時，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，如圖5c所示。澆筑完成一層混凝土后，對相應一層的洞口進行封堵，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，制作150 mm×150 mm×150 mm標準混凝土立方體試塊，并在相同的條件下進行養(yǎng)護。

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 試件內部構造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—焊接側板小鋼板。圖5 試件加工過程Fig.5 Specimen processing

2.3 加載裝置和測量方案

本試驗采用電液伺服壓力試驗機對試件進行加載，試驗加載裝置和位移量測方案如圖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量，軸向位移通過內外側鋼板中心位置處對稱布置的LVDT位移計測量。試驗加載方案為單調軸壓加載，加載過程分為預加載和正式加載兩個階段。在預加載階段，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儀器是否運行正常。正式加載階段，采用位移控制進行加載，加載速率為0.2 mm/min，當試件屈服變形嚴重時，停止加載。

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

圖7為鋼板應變片具體布置和編號，對于鋼-混凝土組合殼體試件，在內、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變片。

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

3 試驗現(xiàn)象和破壞形態(tài)

試件SCS1在峰值荷載之前，在內側鋼板上栓釘之間處出現(xiàn)三處鼓曲且三處鼓曲沿著對角線方向分布，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。當試件SCS1達到峰值承載力771.40 kN后，外鋼板最上部橫排栓釘下的鋼板鼓曲變形進一步增大并貫通，同時內側鋼板左上方在栓釘之間出現(xiàn)三處鼓曲變形，內側鋼板右上方也出現(xiàn)鼓曲變形，如圖8a所示。繼續(xù)加載，與內側和外側鋼板上部鼓曲處連接的左側板和右側板出現(xiàn)鼓曲。試件SCS1的最終破壞形態(tài)見圖8。

a—內側鋼板；b—外側鋼板；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，內外側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，外側鋼板上方左右兩側鼓曲變形增大并連通，如圖9b所示。隨著荷載的繼續(xù)加大，內側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，與內外兩側鋼板上的鼓曲變形附近的側板均出現(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達到峰值承載力之前，外側鋼板首先出現(xiàn)通長鼓曲變形。在試件SCS3達到峰值承載力550.25 kN之后，與外側鋼板鼓曲變形相同高度處的內側鋼板區(qū)域出現(xiàn)通長鼓曲變形。繼續(xù)加載，與內外兩側鋼板的鼓曲變形相同高度處的側板均出現(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。栓釘對鋼板具有側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的內外兩側鋼板均具有較大的平面外剛度，故而內外側鋼板的屈曲半波長均減小，弧形鋼板試件SCS1和SCS2的峰值承載力比平鋼板試件SCS3大。對比弧形鋼板試件SCS1和SCS2，在內鋼板曲率同為0.001的條件下，距厚比減小時，增加了栓釘?shù)臄?shù)量，從而增強了對內外兩側鋼板的平面外約束，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度，更有利于鋼材強度的充分發(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—內側鋼板；b—外側鋼板；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—內側鋼板；b—外側鋼板；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)破壞位置處測點的荷載-應變曲線，其中，“正值”表示拉應變，“負值”表示壓應變。從圖11a、b可以看出，試件SCS1的應變數(shù)據離散性較大，但所有應變數(shù)據均在荷載達到679.65 kN時發(fā)生突變，結合試驗現(xiàn)象“在內側鋼板上栓釘之間處出現(xiàn)三處鼓曲且三處鼓曲沿著對角線方向分布”可知，內鋼板出現(xiàn)了明顯鼓曲破壞，因此可將679.65 kN作為內鋼板的局部屈曲荷載，由于內鋼板的鼓曲較為明顯，改變了試件受力狀態(tài)，使得外鋼板的應變數(shù)據也發(fā)生了明顯突變。

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

圖11c、d中試件SCS2的應變數(shù)據均在荷載達到800.65 kN時發(fā)生突變，同時內鋼板首次出現(xiàn)屈曲變形，如圖9a所示。繼續(xù)加載，內鋼板出現(xiàn)多屈曲變形，因此可將800.65 kN作為內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的應變數(shù)據均在荷載達到503.85 kN時發(fā)生突變，同時外鋼板和內鋼板相繼出現(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。試驗得到的試件屈曲承載力如表2所示。可見：對比試件SCS2和SCS3，當距厚比為65時，內側鋼板曲率為0.001的試件SCS2的峰值承載力比平鋼板試件SCS3提高了73%；對比試件SCS1和SCS2，內側鋼板曲率值相同，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 結束語

本文完成3個僅在內外側鋼板上加載的鋼-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，通過分析試驗結果得出以下結論：

1)鋼-混凝土組合殼體混合塔筒試件在僅內外側鋼板承受軸向荷載時，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，栓釘對鋼板有較強的面外約束作用。

2)對內鋼板曲率為0.001的試件，距厚比減小時，增強了栓釘對內外側鋼板的約束作用，內外側鋼板的屈曲半波長減小即減小了鋼板屈曲段計算長度，從而提高了受壓承載力。

3)與平鋼板試件相比，弧形鋼板試件內外側鋼板的面外剛度較大，弧形構造增強了對鋼板面外變形的約束作用，屈曲段計算長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，內外側鋼板之間的混凝土仍然具有較好的完整性，能夠承擔一定的軸壓荷載，從而能夠避免因鋼板鼓曲變形而導致的破壞變形快速發(fā)展及倒塌，具有較好的延性。