750kV變電構架柱頭節點靜力性能試驗研究

楊 超，楊俊芬，閆西峰，胡盼盼，張廣平，奚增紅

（1.西安建筑科技大學土木工程學院， 陜西 西安 710055； 2.甘肅省電力設計院， 甘肅 蘭州730050）

人字柱變電構架，如圖1(a)所示，以其受力明確、風壓體型系數小、構件數量少、安裝速度快、制作和運輸方便以及節省占地面積等優點而成為國內500 kV以上變電構架中應用最為廣泛的一種結構形式[1]．相比傳統構架，750 kV特高壓變電構架的高度、跨度及荷載水平均比較高，其構架結構的合理選型是保證變電站設計達到“安全適用、經濟合理”的重要前提條件之一．研究和實踐表明[2]，鋼管混凝土構件作為一種較為合理的構件形式可以很好地發揮鋼材和混凝土的材料特性和潛力，一般都有很好地經濟性．已有的經濟性分析表明[3-4]，人字形鋼管混凝土構架用于750 kV變電站工程將有效減小構架柱的截面尺寸、降低單件吊裝構件自重，相比其它結構形式可降低工程造價約 30 ～40%．

人字柱柱頭節點，如圖1(b)，作為重要的傳力部件之一將決定整榀構架的安全性，同時占用相當大一部分用鋼量．目前，人字柱柱頭節點構造要求可以參考《變電站建筑結構設計技術規程》DLT 5457-2012[5](以下簡稱《變電規程》)和《變電構架設計手冊》[6](以下簡稱《手冊》)等規定，這些構造規定皆依據電力行業的設計經驗以及東北電力設計院和浙江省電力設計院的試驗結果確定．近年來國內學者雖然對人字柱頭節點進行了一些研究，但研究領域僅限于純鋼節點．朱愛珠、郭耀杰等[7]提出了一種螺栓連接的新型構架柱柱頭連接，并對節點進行了試驗研究和有限元分析，結果表明節點的剛度受豎板厚度影響較大．盧海路[8]和劉廣鵬[9]分別對高強鋼人字柱節點和普通鋼人字柱節點進行了試驗研究和有限元分析，得到了單調水平荷載作用下節點的承載力、破壞模式、受力機理和應變分布及變化規律．目前，國內對于鋼管混凝土人字柱柱頭節點的受力性能還鮮有研究，僅有Huang C等[10]進行過在高層斜角網格結構中類似節點的試驗研究．

以我國首例750 kV鋼管混凝土人字形變電構架結構—甘肅橋灣750 kV變電站工程為背景，對該類節點進行初步設計和單調靜力試驗研究，以驗證節點承載能力和剛度是否滿足工程要求．

1 試驗概況

圖1 人字柱構架柱頭節點Fig. 1 The top-joint of substation truss structures and top-joint

1.1 試件設計與制作

試件設計根據節點最不利工況的內力設計值，并結合試驗設備條件，按考慮頂板和剪切板板厚的不同共設計了兩個1:2縮尺試件，分別編號為ZT1和ZT2．此外，為考慮圣維南效應的影響，試件中柱子長度取值均大于5倍管徑．節點試件的三維大樣見圖 1，具體的試件加工簡圖見圖 2，縮尺前后試件規格和設計荷載見表1．

圖2 試件幾何尺寸Fig. 2 Geometry size of specmens

表1 試件設計參數Tab.1 Experimental parameters of specimens

1.2 材性試驗

試驗所用鋼材均為Q345B，焊條為E50型，材性試驗結果見表2．試件鋼管內灌C50商品混凝土，澆筑混凝土的同時一次性制作了2組共6個邊長為100mm的混凝土立方體試塊，自然養護，28 d實測立方體抗壓強度為49.2 MPa．

表2 鋼材材性Tab.2 Material properties of steel

1.3 加載方案

試驗在西安建筑科技大學結構工程與抗震教育部重點實驗室進行，為單調靜力加載試驗，試驗裝置見圖3．

試驗中首先通過豎向千斤頂施加豎向荷載至設計荷載(120 kN)，再通過一臺50 t MTS電液伺服作動器施加水平單調荷載至試件破壞，作動器由西向東施加推力，即試件西側為受拉側、東側為受壓側，下文依此描述．

圖3 試驗裝置圖Fig. 3 Test setup

豎向荷載通過一個固定于滾輪裝置的100 t液壓千斤頂提供，滾輪裝置可實現加載過程中千斤頂的水平移動．為與實際受力接近，試驗中設計了一個剛度很大的加載頭，加載頭水平力作用線距離節點頂板0.5 m(與實際桁架梁形心位置接近)，加載頭與柱頂板通過16個10.9級M24高強螺栓緊固，以傳遞水平剪力．豎向荷載也通過該剛性加載頭均勻地傳遞到節點頂板的受力點上．各試件的設計荷載見表1，首先采用力控制方式加載到設計荷載，之后以位移控制方式加載到試件破壞．豎向荷載(120 kN)一次性施加到位，之后的水平加載過程維持此荷載不變．水平荷載采用力控制方式分級加載，每級荷載大小為20 kN，加載到試件屈服．之后為了試驗安全，采用位移控制方式，即每級位移增量步為5 mm，逐級施加水平位移加載到試件破壞．

1.4 測試方案

位移測量布置如圖4所示．柱頂加載點水平位移由磁滯位移計W-1測得，節點頂板水平位移由位移計 W-2(±150 mm)測得，頂板豎向變形百分表B-3(±50 mm)、B-4(±50 mm)測得．考慮到試驗過程中試件與地梁、地梁與地面間可能出現滑移，在柱腳底板(B-5)與底座(B-6)一側分別布置 1個量程為30 mm的電子百分表，精度為0.01 mm．

圖4 測量裝置布置Fig.4 Arrangement of measuring units

圖5 應變片布置Fig. 5 Arrangement of strain gauges

應變測點布置如圖5所示．鋼管監控點：檢驗試驗加載的準確性、有效性，同時測量鋼管主要受力區域應力發展情況，布置32個應變片、4個應變花．頂板監控點：測量加載過程中頂板主要區域應力發展情況，布置6個應變花．剪切板監控點：測量加載過程中剪切板主要區域應力發展情況，布置3個應變花．

2 試驗過程及破壞特征

當ZT1和ZT2兩試件在加載至設計荷載 140 kN時，兩試件在外觀上幾乎沒有任何變化．此時，由位移計W-2顯示的ZT1和ZT2試件柱頂位移分別為6.94和8.06 mm，遠小于規程[5]規定的H/200 =11.88 mm (H為構架柱高度，此處為2 375 mm)，滿足工程要求．此后繼續加載，當水平荷載加載到160～180 kN時，受拉側(西柱)柱腳軸向應變達到屈服；當加載到200～220 kN時，受壓側(東柱)柱腳軸向應變達到屈服；當加載240～260 kN時，受拉側柱(東柱)中位置軸向應變達到屈服；當加載到約300 kN時，受拉側柱頂位置軸向應變達到屈服，這也說明此刻受拉一側柱子鋼管管壁屈服范圍已經從柱腳蔓延到柱頂位置，此時也觀察到受壓側柱腳微微鼓曲．

在位移加載后期，ZT1試件在加載到260 mm位移時，因達到豎向千斤頂滾動裝置最大位移而停止加載，試件因殘余變形而傾斜嚴重，此時下柱底部受壓一側鋼管管壁明顯鼓曲(如圖 6(a)所示)，同時剪切板與鋼管之間的焊縫處有裂紋出現(如圖6(b)所示)，但節點區域各板件未見明顯變形和屈服．對ZT2試件，當水平位移達到248 mm時，西柱柱腳熱影響區鋼管管壁突然拉斷(圖 7(a))，停止加載，此時下柱底部受壓一側鋼管管壁亦明顯鼓曲，如圖7(b)所示，試件因殘余變形而傾斜嚴重，剪切板與鋼管之間的焊縫完好無裂紋，節點區域各板件亦無明顯變形．

圖6 試件ZT1破壞形態Fig. 6 Failure pattern of ZT1 specimen

試驗結束后切開鋼管對內填混凝土裂縫進行觀測可知：兩試件內填混凝土裂縫分布特征基本一致，受拉柱(西柱)內填混凝土出現沿整個柱子密集分布的環向裂縫，西柱柱頂剪切板底部對應位置出現寬度較大的貫通裂縫，裂縫寬度約5 mm；東柱柱腳位置混凝土局部壓碎、柱頂剪切板處有微裂紋出現，而節點區域混凝土完好無裂縫，分別如圖6(c)、(d)和圖 7(c)、(d)所示．

圖7 試件ZT2破壞形態Fig. 7 Failure pattern of ZT2 specimen

綜上，ZT1和ZT2試件加載到其設計荷載時，兩試件的承載力和變形均滿足規范要求，滿足工程設計的需求．最終，兩試件的破壞形態為非節點區桿件破壞，而節點區板件未見明顯變形或材料屈服，且內填混凝土完好無裂縫．總體上，兩種構造形式均可滿足“強節點弱桿件”的設計原則．值得注意的是，試驗觀察到剪切板較薄的ZT1試件剪切板與鋼管之間的焊縫處出現明顯的裂紋，而剪切板較厚的ZT2試件卻無此現象出現．為避免變形過大時剪切板與鋼管管壁之間焊縫出現裂紋，建議設計時剪切板厚度宜在規程[5]規定的“不低于管壁厚度”基礎上適當加厚，可參考ZT2試件取為20 mm．

3 主要試驗結果及分析

3.1 荷載-位移曲線

試驗測得的荷載-位移曲線如圖8所示．由于材料的非線性，荷載-位移曲線往往沒有明顯的屈服點．目前，國際上暫無確定屈服位移的統一標準，存在多種不同的方法[11-13]，本文選用易于操作的通用屈服彎矩法[13]，具體計算結果見表3．

圖8 荷載—位移曲線Fig. 8 Load vs. displacement curves

根據圖8和表3可知，兩試件加載到設計荷載時，節點尚處于彈性階段，求得的屈服荷載約為設計荷載的2倍，最大荷載為屈服荷載的1.3倍，且具有相當長的塑性變形段，當達到最大加載能力時荷載仍然沒有特別明顯下降的趨勢．可見，在最不利荷載工況下，按照本文的兩種構造方法進行設計的柱頭節點均可滿足工程要求，并具有較大的強度儲備和延性．

表3 試件試驗結果Tab.3 Experimental results of specimens

3.2 應變分析

3.2.1 鋼管管壁應變

試件鋼管管壁受拉和受壓側荷載與 Von Mises等效應變的關系曲線如圖9所示．總體上來看，ZT1和 ZT2試件的受拉側與受壓側柱頂處應力發展水平基本一致，但各試件受拉側應變水平明顯高于受壓側．究其原因，ZT1和ZT2試件的破壞形態為非節點區鋼管拉斷、桿件彎曲、柱腳鼓曲，呈強節點破壞特征．外力做功所產生的能量主要在節點以外柱子管壁和內填混凝土處消耗，表現為受拉側鋼管管壁應變由柱腳至柱頂幾乎全部達到屈服，受壓側由柱底到柱中位置部分達到屈服，且柱腳嚴重鼓曲．能量在受拉側被整個柱段所消耗，而受壓側僅僅在柱腳位置消耗，因此在整個加載過程中受拉側柱頂位置鋼管受拉側應變水平明顯高于受壓側．此外，當達到設計荷載時，兩試件柱頂位置的應變值均處于彈性狀態，滿足工程設計的需要．

圖9 柱頂管壁荷載—等效應變曲線Fig. 9 Load vs. the strain on tube top curves

3.2.2 剪切板應變

剪切板各測點的荷載與 Von Mises等效應變的關系曲線如圖10所示．

圖10 剪切板荷載—等效應變曲線Fig. 10 Load vs. the strain on share-plate curves

從圖10可以看出：一方面，整個加載過程中，ZT1和ZT2試件的剪切板各測點應力水平均很低，遠處于彈性范圍以內，且靠近下方的位置應變水平較高；另一方面，對于剪切板厚度相差約1倍的ZT1和ZT2試件來說，兩者的應力水平相差卻不大．試驗結束后沒有觀察到剪切板有明顯的變形．綜上，按照規程[5]的構造要求，即剪切板厚度不低于鋼管管壁厚度的規定對于鋼管混凝土柱頭節點來說強度仍然是偏于安全的．但是，試驗觀察到剪切板較薄的ZT1試件在剪切板根部焊縫處出現裂紋，建議設計時剪切板厚度宜參考ZT2試件的構造方法．

3.2.3 頂板應變

頂板拉壓兩側各測點的荷載與Von Mises等效應變的關系曲線如圖11所示．

圖11 頂板荷載—等效應變曲線Fig. 11 Load vs. strain on top-plate curves

從圖 11也可以看出：總體上，整個加載過程中各測點應力水平較低，遠在彈性范圍以內，在變形滿足要求的情況下還可進一步優化；對于頂板厚度相差50%的ZT1和ZT2試件來說，兩者的應力水平相差卻不大，這是由于節點彎矩主要靠與頂板相連的各加勁板承擔，各加勁板相互連接組成一個自身剛度很大剛性體，抗彎和抗剪能力很強，勢必導致頂板變形很小，故ZT1和ZT2的頂板應變差別不大．因此，頂板厚度對節點受力性能影響不明顯，其厚度的取值可以參考現有規程的規定．

4 結論

通過本文的試驗研究，可初步得到如下結論：

(1) 考慮頂板較厚和剪切板較厚兩種構造措施的柱頭節點件在加載至設計荷載時，外觀上均無任何變化，各應變測點未見屈服，且試件的柱頂位移均滿足《變電規程》規定的位移限值．

(2) 考慮頂板較厚和剪切板較厚兩種構造措施的柱頭節點均具有較高的強度儲備和延性，破壞形態為非節點區桿件破壞，而節點區鋼板無明顯變形和材料屈服、內填混凝土完好無裂縫，均滿足“強節點弱桿件”的設計原則．

(3) 試驗觀察到剪切板較薄的ZT1試件的剪切板與鋼管之間的焊縫處有裂紋，而剪切板較厚的ZT2試件卻無此現象出現，建議設計時可參考ZT2試件的構造方法．頂板厚度對節點受力性能影響不明顯，頂板厚度可參考現行規程的規定．

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