鋼管十字插板連接承載力試驗研究及有限元分析

鞠彥忠++閆冬雪++白俊峰++王德弘++王新穎++曾能先

摘要：為了研究廣東某新建220 kV輸電鋼管塔交叉斜材連接所采用的十字插板連接形式的受力性能，選用連接處8組足尺連接節(jié)點進(jìn)行承載力試驗，連接件形式分別采用普通條形板、角鋼、彎折板；結(jié)合試驗結(jié)果，運用ANSYS軟件對試件進(jìn)行非線性有限元分析及參數(shù)分析，給出了連接件面積與鋼管面積比值、鋼管開槽長度與鋼管管徑比值的臨界解。結(jié)果表明：該輸電塔交叉斜材鋼管管徑配合下的十字插板連接安全可靠但不夠經(jīng)濟(jì)，在軸壓作用下采用近似等面積的角鋼和彎折板連接件形式對節(jié)點承載力無影響；連接件面積與鋼管面積比值大于臨界解時，鋼管發(fā)生彈塑性失穩(wěn)破壞，小于臨界解時，十字插板連接位置發(fā)生破壞。

關(guān)鍵詞：十字插板連接；極限承載力；破壞模式；試驗研究；有限元分析

中圖分類號：TU312 文獻(xiàn)標(biāo)志碼：A

經(jīng)過1組6 mm厚條形板連接試驗后發(fā)現(xiàn)連接強(qiáng)度足夠滿足要求，鋼管破壞早于十字插板連接處，為增大鋼管強(qiáng)度和剛度，在鋼管內(nèi)部灌注活性粉末混凝土（RPC），調(diào)整試驗方案如表1所示。

1.2 測點布置及加載方案

1.2.1 測點布置

應(yīng)變片布置如圖2（a）所示，通過靜態(tài)電阻應(yīng)變儀測試各典型位置應(yīng)變。在鋼管中部布置2個垂直方向的百分表，測量鋼管撓度。節(jié)點12除粘貼應(yīng)變片外，在連接部位噴涂散斑，運用非接觸性應(yīng)變采集系統(tǒng)，測得整個噴涂散斑區(qū)域的應(yīng)變、位移等，應(yīng)變采集系統(tǒng)見圖2（b）。該系統(tǒng)是一種基于數(shù)字圖像法的新型測量技術(shù)，在加載過程中拍攝測量區(qū)域的散斑圖像，通過其后處理分析可以得到測量區(qū)域內(nèi)任意一點的應(yīng)變、位移等數(shù)據(jù)，這是傳統(tǒng)測量手段無法達(dá)到的。

2.2 加載方案

加載采用YAW5000F微機(jī)控制電液伺服壓力試驗機(jī)，分級加載，過程采用力控制，按照規(guī)范[21]加載速率選定為120 kN·min-1，按照設(shè)計荷載的50%，75%，90%，100%，105%，110%施壓，之后荷載按照級差5%遞增直至破壞。現(xiàn)場加載裝置見圖3。

1.3 試驗結(jié)果分析

1.3.1 試驗破壞模式分析

節(jié)點11（6 mm厚條形板）在承載力達(dá)到600 kN（400%設(shè)計荷載）時發(fā)生破壞，節(jié)點41（8 mm厚條形板）在承載力達(dá)到585 kN（380%設(shè)計荷載）時發(fā)生破壞，破壞模式為鋼管塑性失穩(wěn)破壞，鋼管端部法蘭下部鋼管局部屈曲，十字插板連接處整個加載過程中未發(fā)生變形。

節(jié)點21（6 mm厚彎折板）、31（6mm厚角鋼）、32（6mm厚角鋼）分別在承載力達(dá)到1 180，1 282，1 190 kN時發(fā)生破壞。破壞現(xiàn)象相同，破壞模式為鋼管RPC整體失穩(wěn)破壞，鋼管屈曲方向的端部插板、連接件發(fā)生屈曲變形破壞，鋼管十字端頭與節(jié)點板相接觸，節(jié)點板受彎破壞。鋼管側(cè)向變形曲線類似于半波曲線，這3個試件鋼管出廠質(zhì)量以及連接處組裝質(zhì)量較好，整個試驗過程類似軸心受壓構(gòu)件，不存在明顯的偏心現(xiàn)象。除節(jié)點31外，螺栓減半，承載力未下降，在螺栓強(qiáng)度滿足的前提下，十字插板相鄰面螺栓1，3位置和2，4位置螺栓交替連接，采用此連接方式極大方便了現(xiàn)場施工。螺栓連接及破壞模式見圖4。

2破壞模式

Fig.4 Failure Modes of Joints 21，31，32 節(jié)點22（6 mm厚彎折板）和節(jié)點42（8 mm厚條形板）由于鋼管出廠本身存在一定程度的初始偏心，再加上十字插板的結(jié)構(gòu)特性，無法完全保證組裝后整個試件處于絕對豎直狀態(tài)，節(jié)點22，42在加載之前存在明顯視覺上的偏心，利用豎直吊錘測得2個方向存在8 mm的初始偏心，即相當(dāng)于在試驗過程中一直作用偏心豎向力。節(jié)點22極限承載力為800 kN，節(jié)點42極限承載力為850 kN，鋼管側(cè)向變形不再呈半波曲線，節(jié)點連接處鋼管十字端頭并未對節(jié)點板上十字接頭造成擠壓，之間空隙仍然存在，連接件與鋼管上十字端頭部分從對接處開始發(fā)生屈曲，破壞模式見圖5。

2破壞模式

Fig.5 Failure Modes of Joints 22，42節(jié)點12（6 mm厚條形板）將鋼管部分截掉，單純做十字插板連接處的軸壓試驗，由于試件很短，整個過程基本處于軸壓狀態(tài)，隨壓力增大，十字端頭與節(jié)點板上的十字接頭中間5 mm的空隙壓至0，接著壓力直接作用在節(jié)點板上的十字接頭，在1 000 kN壓力時有一個方向的插板出現(xiàn)輕微的失穩(wěn)變形，繼續(xù)加載，節(jié)點板被壓彎，整個連接部分整體變形，由1側(cè)的變形帶動其余3側(cè)也發(fā)生變形，最終試件在1 280 kN達(dá)到極限承載力，發(fā)生整體扭轉(zhuǎn)失穩(wěn)破壞，破壞模式見圖6。

12破壞模式

Fig.6 Failure Mode of Joint 121.3.2 位移結(jié)果分析

節(jié)點荷載位移曲線如圖7所示，曲線在荷載施加初期位移變化很小，試件進(jìn)入彈塑性階段后位移

圖7 節(jié)點荷載位移曲線

Fig.7 Loaddisplacement Curves of Joints變化顯著。節(jié)點22與節(jié)點42因存在明顯偏心，其荷載位移曲線為無規(guī)律的變化曲線。

1.3.3 應(yīng)變結(jié)果分析

選取節(jié)點鋼管中部截面上布置的4對徑向和環(huán)向應(yīng)變片測量結(jié)果以及十字插板連接件上最易屈曲的中部位置應(yīng)變進(jìn)行分析，如圖8所示，測點1，3，5，7表示徑向應(yīng)變，測點2，4，6，8表示環(huán)向應(yīng)變。

由圖8可以看出：節(jié)點11，41在鋼管部分進(jìn)入塑性破壞時，連接件上應(yīng)變值仍處于彈性階段；節(jié)點21，31，32鋼管上應(yīng)變與連接件上應(yīng)變發(fā)展基本保持一致，在1 000 kN壓力時附近鋼管及十字插板連接處均進(jìn)入塑性發(fā)展，連接處的屈曲破壞是由軸向壓力以及鋼管變形增大的附加彎矩引起的；節(jié)點22，42由于存在明顯的偏心，試件承載力降低33%，從500 kN壓力時鋼管RPC結(jié)構(gòu)開始進(jìn)入塑性發(fā)展，偏心方向應(yīng)變增長加快，而在極限荷載之前，連接件上應(yīng)變基本處于彈性范圍內(nèi)，在最后鋼管變形突然增大的同時，連接處主要受彎矩作用而迅速壓彎破壞。

節(jié)點12利用非接觸性應(yīng)變裝置測得的噴涂散斑區(qū)域的應(yīng)變變化如圖9所示。由圖9可知：初始加載時，整個截面應(yīng)變較小，分布均勻[圖9（a），（b）]；隨荷載增加，螺栓附近應(yīng)力集中明顯，連接件上的應(yīng)變分布由內(nèi)向外呈增大趨勢，最大應(yīng)變在連接件外邊緣[圖9（c），（d）]；隨荷載繼續(xù)加大，螺栓滑移完成，十字端頭與節(jié)點板接觸上連接處發(fā)生屈曲變形，屈曲連接件上中部對接剛度不足，應(yīng)變最大，應(yīng)變值整體超過20×10-3，整個截面進(jìn)入塑性狀態(tài)[圖9（e），（f）]。2 鋼管十字插板連接有限元分析

在本文試驗中發(fā)現(xiàn)軸壓作用下連接件采用角鋼、彎折板的優(yōu)勢并不明顯，故在接下來的有限元分析中仍針對普通條形板連接。

2.1 鋼管RPC十字插板連接建模

運用有限元軟件ANSYS對鋼管內(nèi)灌RPC節(jié)點進(jìn)行非線性有限元分析。鋼材部分采用殼單元Shell181，混凝土采用實體單元Solid65。由試驗結(jié)果可知，連接處破壞時連接件與十字端頭、節(jié)點板發(fā)生協(xié)同變形，故建模時將它們看作一個整體，簡化分析。鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用多線性等向強(qiáng)化模型，彈性模量E=2.06 GPa，泊松比ν=0.3，并服從VonMises屈服準(zhǔn)則，材料本構(gòu)關(guān)系見圖10，其中，σ1=345 MPa，σ2=470 MPa，σ3=97.1 MPa，σ4=108.4 MPa，σ5=120.3 MPa，ε1=0.001 67，ε2=0.013，ε3=0.12，ε4=0.002 0，ε5=0.002 4，ε6=0.003 2，ε7=0.004 3。

RPC與鋼管間按粘結(jié)考慮，關(guān)閉容易導(dǎo)致非線性不收斂的壓碎選項，初始撓度按L/1 000（L為鋼管長度）施加，加載及約束條件與試驗保持一致，節(jié)點下部采用固定端約束，上端鉸接，頂面施加面荷載。

2.2 有限元模型驗證

試驗所得極限承載力為1 200 kN， 有限元分析結(jié)果顯示極限承載力為1 350 kN，比試驗結(jié)果大10%，主要是非線性有限元分析是根據(jù)理想的十字型插板連接節(jié)點建模，無法考慮試驗試件中不可知的缺陷，以及由于焊縫殘余應(yīng)力的影響，該誤差范圍是可以接受的，在ANSYS后處理器中繪制荷載位移變化曲線，并與試驗所測數(shù)據(jù)進(jìn)行對比，見圖11。結(jié)果表明總體趨勢吻合，因而可用該模型進(jìn)行鋼管十字插板連接的受力分析。

2.3 有限元結(jié)果與試驗結(jié)果對比分析

節(jié)點2破壞時，鋼管RPC中部側(cè)向位移最大，鋼管發(fā)生整體失穩(wěn)，十字插板連接處向鋼管失穩(wěn)方向屈曲，與試驗破壞時狀態(tài)相符，鋼管RPC中部主應(yīng)力與屈曲方向連接件上的主應(yīng)力均超過屈服應(yīng)力，見圖12（a），且連接件上主應(yīng)變外側(cè)最大，見圖12（b），與非接觸性應(yīng)變儀測得的應(yīng)變分布較為吻合。

RPC運用該模型進(jìn)行未灌RPC節(jié)點的有限元分析，極限承載力為650 kN，比試驗結(jié)果大8%。鋼管中部應(yīng)變較大，鋼管整體應(yīng)變大于連接處，十字插板連接處應(yīng)變均處于彈性范圍，與試驗現(xiàn)象相符，見圖13。

經(jīng)試算，當(dāng)連接件厚度取4 mm時，鋼管部分應(yīng)力略大于連接處，較為經(jīng)濟(jì)合理。

2.4 有限元參數(shù)分析

由試驗破壞現(xiàn)象可知，十字插板連接位置的破壞主要是連接件屈曲破壞，連接件面積對連接強(qiáng)度有直接影響。雖然十字插板與鋼管管壁交匯處未發(fā)生破壞，但實際連接中十字插板只有一部分與鋼管相互連接，這種連接形式將軸力通過管板連接轉(zhuǎn)化為剪力，插板與鋼管連接處受剪力作用，剪應(yīng)力在構(gòu)件之間未連接處減小而在連接處增加的現(xiàn)象稱作剪切滯后效應(yīng)，為此需增加鋼管開槽長度對承載力的影響分析。

2.4.1 連接件面積對承載力的影響

由十字插板構(gòu)造可知，在螺栓強(qiáng)度保證的前提下，十字插板強(qiáng)度和連接件強(qiáng)度對連接處強(qiáng)度有直接影響，但鋼管塔十字插板節(jié)點設(shè)計中十字插板厚度通常取與之相連的節(jié)點板厚度，故本文不考慮十字端頭面積對連接強(qiáng)度的影響。在保證連接中十字插板、螺栓不早于連接件出現(xiàn)破壞的前提下，改變連接件截面面積的大小，對不同連接件截面面積的模型求解，求出連接件面積與鋼管面積比值的臨界解α，見表2

由表2可見：α=1.03為臨界值，當(dāng)α小于臨界值時，破壞模式為連接件發(fā)生破壞，承載力下降；當(dāng)2.4.2 鋼管開槽長度對承載力的影響

在連接件強(qiáng)度保證的前提下，改變鋼管開槽長度，設(shè)開槽長度為LW，取參數(shù)β=LW/D（D為鋼管管徑）。參數(shù)β對承載力的影響見表3。

由表3可知：β=0.7為臨界值，當(dāng)β小于臨界值時，承載力下降，試件在十字插板與鋼管交匯區(qū)域附近發(fā)生管壁局部屈曲；當(dāng)β大于等于臨界值時，承載力不變，鋼管發(fā)生彈塑性失穩(wěn)破壞。3 結(jié) 語

（1）該輸電塔交叉斜材鋼管管徑配合下的十字插板連接強(qiáng)度滿足要求，但裕度較大，在軸壓作用下采用近似等面積的角鋼和彎折板連接件形式對節(jié)點承載力無影響。

（2）連接件面積與鋼管面積的比值小于1.03時承載力下降，比值大于1.03時鋼管先于連接處破壞，承載力不變。鋼管開槽長度與鋼管管徑的比值小于0.7時，承載力下降，試件在十字端頭與鋼管交匯區(qū)域附近發(fā)生管壁局部屈曲；比值大于等于0.7時，承載力不變，鋼管發(fā)生彈塑性失穩(wěn)破壞。

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