中部加勁板對(duì)輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)承載力的影響分析

曾能先

(佛山電力設(shè)計(jì)院有限公司,廣東 佛山 528000)

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·輸變電與特高壓·

中部加勁板對(duì)輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)承載力的影響分析

曾能先

(佛山電力設(shè)計(jì)院有限公司,廣東 佛山 528000)

為了分析輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)中部加勁肋對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力的影響,筆者設(shè)計(jì)了兩組管板尺寸參數(shù)完全相同、節(jié)點(diǎn)板中部加勁肋布置方式不同的K型插板鋼管節(jié)點(diǎn),建立了輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)的承載力計(jì)算模型,通過對(duì)K型管板節(jié)點(diǎn)試驗(yàn),分析了節(jié)點(diǎn)的破壞模式及承載力特性、加勁肋的布置方式對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力的影響,并得出結(jié)論:通過在節(jié)點(diǎn)板區(qū)域加設(shè)中部加勁肋的方法能夠提高節(jié)點(diǎn)的局部承載力;用十字插板節(jié)點(diǎn)板連接方式或加強(qiáng)節(jié)點(diǎn)板端部環(huán)板強(qiáng)度能夠提高節(jié)點(diǎn)板端部承載力。

輸電塔;插板節(jié)點(diǎn);加勁肋;破壞模式;極限承載力

鋼管節(jié)點(diǎn)是輸電塔結(jié)構(gòu)的關(guān)鍵部位,其在鋼管塔中起著傳遞內(nèi)力、支撐塔材的重要作用,影響著整個(gè)塔的穩(wěn)定性[1-2]。目前,對(duì)于節(jié)點(diǎn)的承載力研究主要集中于相貫焊節(jié)點(diǎn)和管板連接節(jié)點(diǎn)[3-5],文獻(xiàn)[6-8]通過對(duì)管板節(jié)點(diǎn)的試驗(yàn)及有限元分析研究了 K 型插板節(jié)點(diǎn)的極限承載力隨節(jié)點(diǎn)幾何參數(shù)的變化規(guī)律,但是對(duì)管板節(jié)點(diǎn)的研究有一定的局限性,不能有效地分析鋼管組合結(jié)構(gòu)復(fù)雜的受力狀況[9]。本文以東坡220 kV大截面導(dǎo)線鋼管組合結(jié)構(gòu)四回路轉(zhuǎn)角塔中的兩組不同中部加勁肋形式的K型管板節(jié)點(diǎn)為研究對(duì)象,對(duì)中部加勁肋對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力的影響進(jìn)行了試驗(yàn)研究,跟蹤測(cè)量節(jié)點(diǎn)受力全過程,分析節(jié)點(diǎn)的應(yīng)力應(yīng)變發(fā)展規(guī)律,驗(yàn)證K型管板節(jié)點(diǎn)中部加勁肋的有效性,保證節(jié)點(diǎn)在輸電塔中的整體承載力滿足要求。

1 輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)的承載力計(jì)算模型

對(duì)于本文試驗(yàn)中應(yīng)用的K型管板節(jié)點(diǎn),在輸電線路鋼管塔構(gòu)造設(shè)計(jì)[10]中規(guī)定了K型管板節(jié)點(diǎn)的力學(xué)計(jì)算模型如圖1所示,其中等效在節(jié)點(diǎn)板上的受力分解為

水平力Q=F1cosθ1+F2cosθ2

(1)

豎向剪力P=|F1sinθ1-F2sinθ2|

(2)

彎矩M=(F1cosθ1+F2cosθ2)D/2

(3)

在建筑鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)手冊(cè)[11-12]中規(guī)定了節(jié)點(diǎn)的極限彎矩值為

(4)

式中:D為主管外徑;B為節(jié)點(diǎn)板長度;t為主管厚度;fy為鋼材屈服強(qiáng)度。

F1—受壓支管側(cè)的壓力;θ1—受壓支管與主管夾角;F2—受拉支管側(cè)的拉力;θ2—受拉支管與主管夾角。

圖1 K型管板節(jié)點(diǎn)等效受力分析圖

Fig.1 Equivalent stress analysis of K type tube plate joint

試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)在受壓支管荷載F1為1050 kN,受拉支管荷載F2為770 kN時(shí)達(dá)到極限承載力,節(jié)點(diǎn)受壓支管與主管夾角θ1為40°,受拉支管與主管夾角θ2為64°,通過計(jì)算得出極限承載力下節(jié)點(diǎn)板的受力為

豎向剪力P=17 kN

水平力Q=1142 kN

彎矩M=377 kN·m

將D=0.66 m,B=1.159 m,t=0.014 m,fy=345 MPa代入公式(4),得到規(guī)定的節(jié)點(diǎn)彎矩值Mmax=135 kN·m

極限荷載下節(jié)點(diǎn)的等效彎矩值M=377 kN·m大于規(guī)定的節(jié)點(diǎn)極限彎矩Mmax=135 kN·m,表明節(jié)點(diǎn)在支管荷載達(dá)到140%設(shè)計(jì)荷載時(shí)發(fā)生局部破壞,但是理論計(jì)算值與實(shí)際承載力比較偏于保守。

2 K型管板節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)

本文的試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)參考東坡220 kV線路的出線工程,2E4BJD為大截面導(dǎo)線鋼管組合結(jié)構(gòu)四回路轉(zhuǎn)角塔,兩組節(jié)點(diǎn)的尺寸參數(shù)均相同,不同的是節(jié)點(diǎn)中部加勁板的設(shè)置,設(shè)置加勁板的K型管板節(jié)點(diǎn)的節(jié)點(diǎn)板整體穩(wěn)定性會(huì)得到提高。

2.1 節(jié)點(diǎn)試件設(shè)計(jì)

兩組試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)的主管、支管、節(jié)點(diǎn)板等的尺寸完全相同,節(jié)點(diǎn)采用的鋼材規(guī)格為Q345。兩節(jié)點(diǎn)主管尺寸為Φ660 mm×14 mm,兩支管尺寸分別為Φ219 mm×4 mm、Φ219 mm×5 mm,節(jié)點(diǎn)板端部布置2道60°、10 mm厚1/4環(huán)形加勁板。試件1節(jié)點(diǎn)板中部布置1道60°、10 mm厚加勁板;試件2節(jié)點(diǎn)板中部布置兩道60°、6 mm厚加勁板。

2.2 試驗(yàn)加載裝置

試驗(yàn)加載裝置為大型自制反力架,兩試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)試件的加載方案相同。加載端千斤頂均使用雙作用大噸位液壓千斤頂,主管端采用1000 t液壓千斤頂(千斤頂型號(hào)為JR-CLRG-100012)施加7700 kN的軸壓荷載,底端為固定支座;兩個(gè)支管采用200 t液壓千斤頂(千斤頂型號(hào)為JR-CLRG-20012),分別施加750 kN的軸壓荷載和550 kN的軸拉荷載。試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)在加載過程中始終保持水平放置。以設(shè)計(jì)荷載作為100%標(biāo)準(zhǔn)荷載,對(duì)節(jié)點(diǎn)足尺模型進(jìn)行靜力加載,在100%設(shè)計(jì)荷載以下按20%逐級(jí)加載,當(dāng)荷載達(dá)到100%設(shè)計(jì)荷載后,按照5%逐級(jí)加載,直至試件破壞。

3 K型節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)結(jié)果分析

3.1 節(jié)點(diǎn)破壞模式

節(jié)點(diǎn)1在130%設(shè)計(jì)荷載(主管荷載達(dá)到10 010 kN)下發(fā)生局部屈曲破壞,對(duì)試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)破壞模式進(jìn)行分析,節(jié)點(diǎn)板的失穩(wěn)破壞形態(tài)近似呈三折線趨勢(shì),如圖2所示。在荷載加載的過程中,開始進(jìn)入塑性階段的是受壓支管前側(cè)節(jié)點(diǎn)板A 區(qū)域,繼而內(nèi)力擴(kuò)展到了節(jié)點(diǎn)板端B 區(qū)域,B區(qū)也發(fā)生塑性變形。而靠近端部環(huán)板的節(jié)點(diǎn)板C區(qū)域受到了環(huán)板的牽制作用,一直處于彈性階段。由于節(jié)點(diǎn)板的平面外位移不斷增大,最終產(chǎn)生平面外大變形,插板也相繼達(dá)到了承載力極限,受彎斷裂。而節(jié)點(diǎn)板中部加勁板在加載過程中始終無明顯變形,主管及支管管壁均無明顯屈曲變形。

節(jié)點(diǎn)2在140%設(shè)計(jì)荷載(主管荷載達(dá)到10 780 kN)下發(fā)生破壞。兩節(jié)點(diǎn)的破壞模式基本相同,均為受壓端節(jié)點(diǎn)板的平面外失穩(wěn),節(jié)點(diǎn)板產(chǎn)生平面外大變形,插板端部受彎斷裂。不同于節(jié)點(diǎn)1的是節(jié)點(diǎn)2的節(jié)點(diǎn)板產(chǎn)生的平面外變形較小。

圖2 節(jié)點(diǎn)板破壞區(qū)域示意圖

3.2 節(jié)點(diǎn)應(yīng)變、位移曲線分析

為了觀測(cè)節(jié)點(diǎn)板在試驗(yàn)過程中的受力情況,采用靜態(tài)電阻應(yīng)變儀和非接觸性應(yīng)變儀測(cè)量節(jié)點(diǎn)板區(qū)域應(yīng)變值。由于節(jié)點(diǎn)的破壞模式為受壓端節(jié)點(diǎn)板及槽型插板的彎折破壞,屬于局部屈曲破壞,節(jié)點(diǎn)其他部位未產(chǎn)生塑性變形,因此在受壓支管側(cè)節(jié)點(diǎn)板板端選取一個(gè)典型受力點(diǎn),觀測(cè)兩試驗(yàn)節(jié)點(diǎn)不同中部加勁肋的設(shè)置方式對(duì)節(jié)點(diǎn)承載力的影響;在中部加勁板上選取另一個(gè)典型受力點(diǎn),分別繪制兩個(gè)受力點(diǎn)的荷載-應(yīng)變曲線。以每級(jí)加載等級(jí)下的主管荷載為標(biāo)準(zhǔn)記錄兩典型受力點(diǎn)的應(yīng)變變化,JJ為節(jié)點(diǎn)板上沿主管徑向的應(yīng)變,JH為節(jié)點(diǎn)板上沿主管長度方向的應(yīng)變,1為節(jié)點(diǎn)1的典型受力點(diǎn),2為節(jié)點(diǎn)2的典型受力點(diǎn),繪制節(jié)點(diǎn)板的荷載應(yīng)變曲線,如圖3所示。

圖3 節(jié)點(diǎn)板處典型受力點(diǎn)荷載-應(yīng)變曲線

由圖3(a)可知,在初始荷載加載過程中,在兩節(jié)點(diǎn)板上沿主管徑向的應(yīng)變JJ1、JJ2一直呈線性增長,表明節(jié)點(diǎn)板一直處于彈性階段,節(jié)點(diǎn)1(JJ1)的主管荷載達(dá)到8500 kN(110%設(shè)計(jì)荷載)時(shí)節(jié)點(diǎn)進(jìn)入塑性階段,此時(shí)觀察到的試驗(yàn)現(xiàn)象是節(jié)點(diǎn)板開始產(chǎn)生平面外的變形。隨著變形的進(jìn)一步增長,在主管荷載達(dá)到10 010 kN(130%設(shè)計(jì)荷載)時(shí),槽型插板也隨即達(dá)到了承載力極限,發(fā)生彎折破壞,從而整個(gè)試件整體失穩(wěn)破壞,節(jié)點(diǎn)達(dá)到極限承載狀態(tài)。節(jié)點(diǎn)2(JJ2)在主管荷載達(dá)到9300 kN(120%設(shè)計(jì)荷載)時(shí)節(jié)點(diǎn)板開始產(chǎn)生局部屈曲,在主管荷載達(dá)到10 780 kN(140%設(shè)計(jì)荷載)時(shí)節(jié)點(diǎn)發(fā)生整體破壞。由圖3(b)可知,節(jié)點(diǎn)1(JH1)的主管荷載達(dá)到8500 kN(110%設(shè)計(jì)荷載)時(shí),在節(jié)點(diǎn)板上沿主管長度方向的應(yīng)變進(jìn)入塑性強(qiáng)化階段,在節(jié)點(diǎn)2(JH2)節(jié)點(diǎn)板上沿主管長度方向的應(yīng)變始終處于彈性階段。總體來說,在節(jié)點(diǎn)2的節(jié)點(diǎn)板上徑向和沿管長度方向的荷載應(yīng)變曲線(JJ2,JH2)的增長趨勢(shì)和節(jié)點(diǎn)1(JJ1,JH1)基本相同,節(jié)點(diǎn)2在主管荷載加載到140%的設(shè)計(jì)荷載時(shí)發(fā)生局部屈曲破壞,對(duì)比節(jié)點(diǎn)1提高約10%的極限承載力。

加勁板處典型受力點(diǎn)荷載-應(yīng)變曲線如圖4所示,HJ為加勁板上的徑向應(yīng)變,HH為加勁板上的環(huán)向應(yīng)變,1為節(jié)點(diǎn)1的典型受力點(diǎn),2為節(jié)點(diǎn)2的典型受力點(diǎn)。

圖4 加勁板處典型受力點(diǎn)荷載-應(yīng)變曲線

由圖4(a)可知,在節(jié)點(diǎn)1(HJ1)加勁板上徑向應(yīng)變?cè)诩虞d過程中始終處于彈性階段,在節(jié)點(diǎn)2(HJ2)加勁板上徑向應(yīng)變?cè)谥鞴芎奢d達(dá)到7700 kN(100%設(shè)計(jì)荷載)時(shí)進(jìn)入強(qiáng)化階段,但仍能繼續(xù)承受荷載。由圖4(b)可知,兩節(jié)點(diǎn)加勁肋上的環(huán)向應(yīng)變(HH1,HH2)在加載過程中始終處于彈性階段。觀察試驗(yàn)現(xiàn)象,加勁肋無明顯變形現(xiàn)象。由此表明兩節(jié)點(diǎn)中部加勁肋始終沒有達(dá)到屈服極限,加勁肋的設(shè)計(jì)較為安全保守。

在荷載加載過程中,通過百分表記錄節(jié)點(diǎn)板發(fā)生的平面外位移變化如圖5所示。

由圖5可知,隨著主管荷載的逐漸增大,節(jié)點(diǎn)1的主管荷載未達(dá)到10 010 kN(130%設(shè)計(jì)荷載)、節(jié)點(diǎn)2的主管荷載未達(dá)到10 780 kN(140%設(shè)計(jì)荷載)時(shí),節(jié)點(diǎn)板的平面外位移較小,而且逐漸增大,表明此時(shí)由于槽型插板不能為節(jié)點(diǎn)板提供抗側(cè)剛度,在支管施加的荷載逐漸增大的過程中,節(jié)點(diǎn)板會(huì)逐漸產(chǎn)生平面外的變形。當(dāng)荷載繼續(xù)增加到屈服荷載時(shí),節(jié)點(diǎn)板發(fā)生板平面外的失穩(wěn)破壞,兩節(jié)點(diǎn)板的變形迅速增大,節(jié)點(diǎn)1的極限變形為35 mm,節(jié)點(diǎn)2的極限變形為44 mm,節(jié)點(diǎn)不能再繼續(xù)承受荷載。兩節(jié)點(diǎn)的失穩(wěn)破壞形式基本一致,節(jié)點(diǎn)2的變形在荷載加載過程中始終大于節(jié)點(diǎn)1,可見布置兩道加勁板限制了節(jié)點(diǎn)板的平面外變形,提高了節(jié)點(diǎn)的極限承載力。

圖5 節(jié)點(diǎn)板荷載-變形曲線

4 結(jié) 論

1) 由兩個(gè)輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)試驗(yàn)結(jié)果可知,K型管板節(jié)點(diǎn)的破壞模式為節(jié)點(diǎn)板平面外的失穩(wěn)破壞。由于節(jié)點(diǎn)板端部穩(wěn)定性較差,通過在節(jié)點(diǎn)板區(qū)域加設(shè)中部加勁肋的方法,能夠限制節(jié)點(diǎn)板平面外的位移,從而提高節(jié)點(diǎn)的局部承載力。布置2道6 mm厚加勁板能夠提高10%的節(jié)點(diǎn)承載力。

2) 節(jié)點(diǎn)板的失穩(wěn)破壞形態(tài)近似呈三折線,受力最大的是受壓支管前側(cè)節(jié)點(diǎn)板,表明槽型插板的側(cè)向剛度較差,沒有限制節(jié)點(diǎn)板的平面外位移。為提高節(jié)點(diǎn)板的抗側(cè)剛度,避免節(jié)點(diǎn)板發(fā)生平面外失穩(wěn),可以采用十字插板節(jié)點(diǎn)板連接方式代替槽型插板連接方式,或加強(qiáng)節(jié)點(diǎn)板端部環(huán)板強(qiáng)度的方法提高節(jié)點(diǎn)板端部承載力。

3) 輸電塔K型管板節(jié)點(diǎn)的理論計(jì)算較試驗(yàn)結(jié)果偏保守,不能有效地反映節(jié)點(diǎn)的失效破壞模式和極限承載力。

[1] 楊靖波,李茂華,楊風(fēng)利,等.我國輸電線路桿塔結(jié)構(gòu)研究新進(jìn)展[J].電網(wǎng)技術(shù),2008,32(22):77-83.YANG Jingbo, LI Maohua, YANG Fengli, et L.New advances in the study of transmission tower structure of China [J].Power System Technology, 2008,32(22):77-83.

[2] 孫竹森,程永鋒,張強(qiáng),等.輸電線路鋼管塔的推廣與應(yīng)用[J].電網(wǎng)技術(shù),2010,34(6):186-192.SUN Zhusen, CHENG Yongfeng, ZHANG Qiang, et al.Application of dissemination of steel tubular tower in transmission lines[J].Power System Technology, 2010,34(6):186-192.

[3] 朱可.鋼管相貫節(jié)點(diǎn)的研究現(xiàn)狀和趨勢(shì)[J].四川建筑,2011,31(4):150-154.ZHU Ke.The current situation and trend of the study on steel tubular joints[J].Sichuan Architectural, 2011,31(4):150-154.

[4] 陳以一,陳揚(yáng)驥.鋼管結(jié)構(gòu)相貫節(jié)點(diǎn)的研究現(xiàn)狀.管結(jié)構(gòu)技術(shù)交流會(huì)論文集[C].北京:中國土木工程學(xué)會(huì),2001.CHEN Yiyi, CHEN Yangji.The current station of the study on steel tubular joints.Technology symposium of tubular structure[C].Beijing:China Civil Engineering Society, 2001.

[5] YAM MCH,SHENG N,Iu VP,et al.Analytical study of the compressive behaviour and strength of steel gusset plate connections[J].In:Proceedings of the CSCE 1998 Annual Conference.1998(Halifax,Nova Scotia).

[6] 金曉華,傅俊濤,鄧洪洲.輸電塔十字插板連接節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度分析[J].鋼結(jié)構(gòu),2006,21(5):33-37.JIN Xiaohua, FU Juntao, DEGN Hongzhou.Intensity analysis for cross-gusset connection steel tubular joints for transmission towers [J].Steel Construction, 2006,21(5):33-37.

[7] 傅俊濤.大跨越鋼管塔節(jié)點(diǎn)強(qiáng)度理論與試驗(yàn)研究[D].上海:同濟(jì)大學(xué),2006.FU Juntao.Theoretical and experimental research on node intensity of large crossing steel tubular tower[D].Tongji University, 2006.

[8] 劉紅軍.特高壓鋼管輸電塔插板連接 K 型節(jié)點(diǎn)的受力性能及承載力研究[D].重慶:重慶大學(xué),2010.LIU Hongjun.Mechanical performance and ultimate strength of steel tubular K-joints with gusset plate connections in UHV transmission tower[D].Chongqing:Chongqing University, 2010.

[9] 孫竹森,程永鋒,張強(qiáng),等.輸電線路鋼管塔的推廣與應(yīng)用[J].電網(wǎng)技術(shù),2010,34(6):186-192.SUN Zhusen, CHENG Yongfeng, ZHANG Qiang, et al.Application and dissemination of steel tubular tower in transmission lines[J].Power System Technology, 2010,34(6):186-192.

[10] 國家電網(wǎng)公司.Q/GDW391-2009,輸電線路鋼管塔構(gòu)造設(shè)計(jì)規(guī)定[S].北京:中國電力出版社,2009.

[11] 趙熙元.建筑鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)手冊(cè)[M].北京:冶金工業(yè)出版社,1985.ZHAO Xiyuan.Steel designers’ manual[M].Beijing:Metallurgical Industry Press, 1985.

[12] 中華人民共和國建設(shè)部.GB50017-2003 鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范[S].北京:中國計(jì)劃出版社,2003.

(責(zé)任編輯 侯世春)

Analysis of influence of middle stiffened plate on bearing capacityof K type tube plate joint of transmission towers

ZENG Nengxian

(Foshan Electric Power Design Institute Co., Ltd., Foshan 528000, China)

In order of analyze the influence of the middle stiffener of K type tube plate joint on the ultimate bearing capacity of the connection, the author designed two groups of K type tube plate joint with gusset plate connection with the same parameters of size and the different layout of stiffeners, established the calculation model of ultimate bearing capacity, and analyzed, through the experiment of K type tube plate joint with gusset plate connection, the influence of its failure mode, characteristics of bearing capacity, and layout of stiffeners on the connection ultimate bearing capacity.The result shows that the local bearing capacity can be enhanced by installing the stiffeners in the middle of the plate;the terminal bearing capacity can be enhanced by applying cross-gusset connection or increasing the strength of the terminal annular plates.

transmission tower;gusset plate connection;stiffener;failure mode;ultimate bearing capacity

2016-06-03。

曾能先(1975—),男,工程師,從事輸電線路設(shè)計(jì)工作。

TM752

A

2095-6843(2016)05-0443-04