中部加勁板對輸電塔K型管板節點承載力的影響分析

曾能先

(佛山電力設計院有限公司,廣東 佛山 528000)

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·輸變電與特高壓·

中部加勁板對輸電塔K型管板節點承載力的影響分析

曾能先

(佛山電力設計院有限公司,廣東 佛山 528000)

為了分析輸電塔K型管板節點中部加勁肋對節點承載力的影響,筆者設計了兩組管板尺寸參數完全相同、節點板中部加勁肋布置方式不同的K型插板鋼管節點,建立了輸電塔K型管板節點的承載力計算模型,通過對K型管板節點試驗,分析了節點的破壞模式及承載力特性、加勁肋的布置方式對節點承載力的影響,并得出結論:通過在節點板區域加設中部加勁肋的方法能夠提高節點的局部承載力;用十字插板節點板連接方式或加強節點板端部環板強度能夠提高節點板端部承載力。

輸電塔;插板節點;加勁肋;破壞模式;極限承載力

鋼管節點是輸電塔結構的關鍵部位,其在鋼管塔中起著傳遞內力、支撐塔材的重要作用,影響著整個塔的穩定性[1-2]。目前,對于節點的承載力研究主要集中于相貫焊節點和管板連接節點[3-5],文獻[6-8]通過對管板節點的試驗及有限元分析研究了 K 型插板節點的極限承載力隨節點幾何參數的變化規律,但是對管板節點的研究有一定的局限性,不能有效地分析鋼管組合結構復雜的受力狀況[9]。本文以東坡220 kV大截面導線鋼管組合結構四回路轉角塔中的兩組不同中部加勁肋形式的K型管板節點為研究對象,對中部加勁肋對節點承載力的影響進行了試驗研究,跟蹤測量節點受力全過程,分析節點的應力應變發展規律,驗證K型管板節點中部加勁肋的有效性,保證節點在輸電塔中的整體承載力滿足要求。

1 輸電塔K型管板節點的承載力計算模型

對于本文試驗中應用的K型管板節點,在輸電線路鋼管塔構造設計[10]中規定了K型管板節點的力學計算模型如圖1所示,其中等效在節點板上的受力分解為

水平力Q=F1cosθ1+F2cosθ2

(1)

豎向剪力P=|F1sinθ1-F2sinθ2|

(2)

彎矩M=(F1cosθ1+F2cosθ2)D/2

(3)

在建筑鋼結構設計手冊[11-12]中規定了節點的極限彎矩值為

(4)

式中:D為主管外徑;B為節點板長度;t為主管厚度;fy為鋼材屈服強度。

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

圖1 K型管板節點等效受力分析圖

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

試驗節點在受壓支管荷載F1為1050 kN,受拉支管荷載F2為770 kN時達到極限承載力,節點受壓支管與主管夾角θ1為40°,受拉支管與主管夾角θ2為64°,通過計算得出極限承載力下節點板的受力為

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),得到規定的節點彎矩值Mmax=135 kN·m

極限荷載下節點的等效彎矩值M=377 kN·m大于規定的節點極限彎矩Mmax=135 kN·m,表明節點在支管荷載達到140%設計荷載時發生局部破壞,但是理論計算值與實際承載力比較偏于保守。

2 K型管板節點試驗

本文的試驗節點參考東坡220 kV線路的出線工程,2E4BJD為大截面導線鋼管組合結構四回路轉角塔,兩組節點的尺寸參數均相同,不同的是節點中部加勁板的設置,設置加勁板的K型管板節點的節點板整體穩定性會得到提高。

2.1 節點試件設計

兩組試驗節點的主管、支管、節點板等的尺寸完全相同,節點采用的鋼材規格為Q345。兩節點主管尺寸為Φ660 mm×14 mm,兩支管尺寸分別為Φ219 mm×4 mm、Φ219 mm×5 mm,節點板端部布置2道60°、10 mm厚1/4環形加勁板。試件1節點板中部布置1道60°、10 mm厚加勁板;試件2節點板中部布置兩道60°、6 mm厚加勁板。

2.2 試驗加載裝置

試驗加載裝置為大型自制反力架,兩試驗節點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(千斤頂型號為JR-CLRG-100012)施加7700 kN的軸壓荷載,底端為固定支座;兩個支管采用200 t液壓千斤頂(千斤頂型號為JR-CLRG-20012),分別施加750 kN的軸壓荷載和550 kN的軸拉荷載。試驗節點在加載過程中始終保持水平放置。以設計荷載作為100%標準荷載,對節點足尺模型進行靜力加載,在100%設計荷載以下按20%逐級加載,當荷載達到100%設計荷載后,按照5%逐級加載,直至試件破壞。

3 K型節點試驗結果分析

3.1 節點破壞模式

節點1在130%設計荷載(主管荷載達到10 010 kN)下發生局部屈曲破壞,對試驗節點破壞模式進行分析,節點板的失穩破壞形態近似呈三折線趨勢,如圖2所示。在荷載加載的過程中,開始進入塑性階段的是受壓支管前側節點板A 區域,繼而內力擴展到了節點板端B 區域,B區也發生塑性變形。而靠近端部環板的節點板C區域受到了環板的牽制作用,一直處于彈性階段。由于節點板的平面外位移不斷增大,最終產生平面外大變形,插板也相繼達到了承載力極限,受彎斷裂。而節點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。

節點2在140%設計荷載(主管荷載達到10 780 kN)下發生破壞。兩節點的破壞模式基本相同,均為受壓端節點板的平面外失穩,節點板產生平面外大變形,插板端部受彎斷裂。不同于節點1的是節點2的節點板產生的平面外變形較小。

圖2 節點板破壞區域示意圖

3.2 節點應變、位移曲線分析

為了觀測節點板在試驗過程中的受力情況,采用靜態電阻應變儀和非接觸性應變儀測量節點板區域應變值。由于節點的破壞模式為受壓端節點板及槽型插板的彎折破壞,屬于局部屈曲破壞,節點其他部位未產生塑性變形,因此在受壓支管側節點板板端選取一個典型受力點,觀測兩試驗節點不同中部加勁肋的設置方式對節點承載力的影響;在中部加勁板上選取另一個典型受力點,分別繪制兩個受力點的荷載-應變曲線。以每級加載等級下的主管荷載為標準記錄兩典型受力點的應變變化,JJ為節點板上沿主管徑向的應變,JH為節點板上沿主管長度方向的應變,1為節點1的典型受力點,2為節點2的典型受力點,繪制節點板的荷載應變曲線,如圖3所示。

圖3 節點板處典型受力點荷載-應變曲線

由圖3(a)可知,在初始荷載加載過程中,在兩節點板上沿主管徑向的應變JJ1、JJ2一直呈線性增長,表明節點板一直處于彈性階段,節點1(JJ1)的主管荷載達到8500 kN(110%設計荷載)時節點進入塑性階段,此時觀察到的試驗現象是節點板開始產生平面外的變形。隨著變形的進一步增長,在主管荷載達到10 010 kN(130%設計荷載)時,槽型插板也隨即達到了承載力極限,發生彎折破壞,從而整個試件整體失穩破壞,節點達到極限承載狀態。節點2(JJ2)在主管荷載達到9300 kN(120%設計荷載)時節點板開始產生局部屈曲,在主管荷載達到10 780 kN(140%設計荷載)時節點發生整體破壞。由圖3(b)可知,節點1(JH1)的主管荷載達到8500 kN(110%設計荷載)時,在節點板上沿主管長度方向的應變進入塑性強化階段,在節點2(JH2)節點板上沿主管長度方向的應變始終處于彈性階段。總體來說,在節點2的節點板上徑向和沿管長度方向的荷載應變曲線(JJ2,JH2)的增長趨勢和節點1(JJ1,JH1)基本相同,節點2在主管荷載加載到140%的設計荷載時發生局部屈曲破壞,對比節點1提高約10%的極限承載力。

加勁板處典型受力點荷載-應變曲線如圖4所示,HJ為加勁板上的徑向應變,HH為加勁板上的環向應變,1為節點1的典型受力點,2為節點2的典型受力點。

圖4 加勁板處典型受力點荷載-應變曲線

由圖4(a)可知,在節點1(HJ1)加勁板上徑向應變在加載過程中始終處于彈性階段,在節點2(HJ2)加勁板上徑向應變在主管荷載達到7700 kN(100%設計荷載)時進入強化階段,但仍能繼續承受荷載。由圖4(b)可知,兩節點加勁肋上的環向應變(HH1,HH2)在加載過程中始終處于彈性階段。觀察試驗現象,加勁肋無明顯變形現象。由此表明兩節點中部加勁肋始終沒有達到屈服極限,加勁肋的設計較為安全保守。

在荷載加載過程中,通過百分表記錄節點板發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,節點1的主管荷載未達到10 010 kN(130%設計荷載)、節點2的主管荷載未達到10 780 kN(140%設計荷載)時,節點板的平面外位移較小,而且逐漸增大,表明此時由于槽型插板不能為節點板提供抗側剛度,在支管施加的荷載逐漸增大的過程中,節點板會逐漸產生平面外的變形。當荷載繼續增加到屈服荷載時,節點板發生板平面外的失穩破壞,兩節點板的變形迅速增大,節點1的極限變形為35 mm,節點2的極限變形為44 mm,節點不能再繼續承受荷載。兩節點的失穩破壞形式基本一致,節點2的變形在荷載加載過程中始終大于節點1,可見布置兩道加勁板限制了節點板的平面外變形,提高了節點的極限承載力。

圖5 節點板荷載-變形曲線

4 結 論

1) 由兩個輸電塔K型管板節點試驗結果可知,K型管板節點的破壞模式為節點板平面外的失穩破壞。由于節點板端部穩定性較差,通過在節點板區域加設中部加勁肋的方法,能夠限制節點板平面外的位移,從而提高節點的局部承載力。布置2道6 mm厚加勁板能夠提高10%的節點承載力。

2) 節點板的失穩破壞形態近似呈三折線,受力最大的是受壓支管前側節點板,表明槽型插板的側向剛度較差,沒有限制節點板的平面外位移。為提高節點板的抗側剛度,避免節點板發生平面外失穩,可以采用十字插板節點板連接方式代替槽型插板連接方式,或加強節點板端部環板強度的方法提高節點板端部承載力。

3) 輸電塔K型管板節點的理論計算較試驗結果偏保守,不能有效地反映節點的失效破壞模式和極限承載力。

[1] 楊靖波,李茂華,楊風利,等.我國輸電線路桿塔結構研究新進展[J].電網技術,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,等.輸電線路鋼管塔的推廣與應用[J].電網技術,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.鋼管相貫節點的研究現狀和趨勢[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,陳揚驥.鋼管結構相貫節點的研究現狀.管結構技術交流會論文集[C].北京:中國土木工程學會,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點強度分析[J].鋼結構,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.大跨越鋼管塔節點強度理論與試驗研究[D].上海:同濟大學,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 型節點的受力性能及承載力研究[D].重慶:重慶大學,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,等.輸電線路鋼管塔的推廣與應用[J].電網技術,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] 國家電網公司.Q/GDW391-2009,輸電線路鋼管塔構造設計規定[S].北京:中國電力出版社,2009.

[11] 趙熙元.建筑鋼結構設計手冊[M].北京:冶金工業出版社,1985.ZHAO Xiyuan.Steel designers’ manual[M].Beijing:Metallurgical Industry Press, 1985.

[12] 中華人民共和國建設部.GB50017-2003 鋼結構設計規范[S].北京:中國計劃出版社,2003.

(責任編輯 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,從事輸電線路設計工作。

TM752

A

2095-6843(2016)05-0443-04