舟山多端柔性直流工程閥廳設計研究

（中國能源建設集團浙江省電力設計院有限公司，杭州 310012）

0 引言

柔性直流輸電是國際上公認的構成多端直流輸電網絡的理想技術[1-2]。±200 kV 舟山多端柔性直流工程作為世界上首個五端柔性直流輸電科研項目的依托工程，多項科研技術取得了實際應用。5座換流站站址均屬于場地狹小、海邊大風區域、海洋氯化物環境、7 度地震區，對總平面布置和建構筑物設計帶來了一定的困難[3-4]。設計時將直流場、聯結區采用戶內布置，與主閥廳聯合形成單跨42 m 寬、157.5 m 長的大跨度閥廳聯合建筑，為工藝流暢和總平面布置創造了良好條件。該工程于2014 年投產，布置形式屬于首創，在國內外文獻中未有體現。

以往直流工程的閥廳設計一般采用排架結構、輕鋼屋面以及復合板外墻維護體系[5-6]。本工程在分析以往閥廳建筑結構的基礎上，創造性提出海岸換流站大跨度閥廳采用“橫向框架＋縱向排架鋼結構、輕骨料鋼筋混凝重屋蓋和磚墻外維護”的建筑結構形式。通過數值計算與結構真型試驗相互驗證的研究方法，得到合理的計算分析模型，滿足了工程設計的需求[7-8]。

通過總布置和結構方案優化，使舟山五端柔性直流工程共減少結構用鋼量2 100 t 左右，節約用地面積0.667 hm2左右，同時滿足了海岸換流站在環境惡劣、工期緊張、施工場地狹小等諸多不利條件下的工程設計模式要求。

1 建筑構造

換流站最核心的建筑物為閥廳聯合建筑，其中包括戶內直流場、閥廳及戶內聯結區。常規的換流站閥廳建筑一般采用壓型鋼板外圍護和雙層壓型板輕屋面，由于建筑處于海洋環境和大風區域，設計時應充分考慮維護的抗風壓和耐久性功能[9-10]。經過多方案論證后采用鋼筋混凝土重型屋蓋和磚砌體外墻維護，較好地解決了防風揭性能、耐久性和使用年限等相關問題[4]。

1.1 磚砌體外墻維護

與框架結構柱連接時采用柔性連接并采取加強措施，以承受非結構構件傳給主體結構的地震作用和大工況下的風水平風壓。通過沿墻體全高設置通長的2￠6@500 間距拉筋，構造柱間距不超過4 m，在軸線位置的構造柱與框架柱之間設置2￠12@500 的拉結筋，水平力通過柔性連接傳遞至結構柱。外墻按不大于50 m 距離設置伸縮縫，圈梁間距加密至2.5 m，增加墻體砌筑砂漿強度，粉刷時采用滿鋪鋼絲網等措施，以防止和減少由于溫度和收縮變形引起應力集中而出現裂縫。磚墻外圍護體系構造簡單，抗風壓和耐久性好，建造材料成本較低。

1.2 鋼筋桁架底模的重蓋屋面體系

與常規閥廳屋面不同，設計時采用陶?；炷连F澆屋面重蓋體系。陶粒混凝土自重14 kN/m3，可在滿足防風揭性能的前提下減少屋面自重荷載30%，同時剛性重蓋屋面與鋼結構梁組合可代替屋架上弦水平支撐，增加屋面體系整體穩定性?，F澆屋面結構底模采用焊接鋼筋桁架模板，以減少底部支模，便于立體施工，同時可減少屋面鋼筋綁扎工作量。鋼板底模厚度加大至0.75 mm，兼做建筑物頂面屏蔽層。建筑地處浙江東海海島，每年夏季多發臺風，采用重蓋較好地解決了屋面防風揭性能，具有后期維護不影響運行、熱工性能、密閉性能和防水性能更好等優點。

2 結構選型

2.1 設計原則

符合技術先進、安全適用、經濟合理的原則，考慮建筑的使用功能與要求、荷載性質、材料供應、制作安裝、施工條件等因素，并滿足強度、剛度、穩定性、耐久性的要求[11]。

2.2 結構體系

5 座換流站均處于海島環境，人員交通、材料運輸均極不便利，同時建設周期短，裝配式結構體系宜作為首選。鋼結構單層廠房目前最常見的體系為橫向排架、縱向鉸接墻梁+支撐，屋面和外維護采用輕鋼復合板材料，結構型式經濟合理。通過各結構方案對比，基于場地特點、施工周期、安全性和耐久性等因素，本工程閥廳聯合建筑采用“橫向鋼結構實腹式柱+鋼桁架梁，縱向鋼結構排架”作為結構體系。

2.3 大跨度鋼屋架設計

柔性直流工藝設備布置密集，為減少電磁環流影響，不考慮封閉截面。經過論證，屋面梁采用鋼結構桁架，寬翼緣熱軋H 型鋼作為上、下弦桿，腹桿采用雙槽鋼和雙角鋼截面，屋面次梁采用窄翼緣熱軋H 型鋼。次梁擱置方式與上弦頂平，剛性混凝土屋面代替屋架上弦水平支撐，確保整體穩定性。根據海上運輸能力，屋架采用13 m，16 m 和13 m 3 段進行現場螺栓拼接、起吊和安裝。

本工程屬于大跨度結構，設置42 m 跨桁車難度大且不經濟，與工藝配合后采用單軌吊安裝方式。設計時軌道工字鋼兼做屋架下弦系桿[1]，吊點布置在下弦節點上，間隔布置屋架下弦水平支撐，以承受單軌吊動荷載影響，軌道布置如圖1所示。在軌道上布置4 臺最大起重量為3 t 的獨立單軌吊，分2 臺1 組設置在相鄰軌道內，單榀屋架考慮2 臺單軌吊同時作用，圓弧段軌道不參與吊重。軌道與整個結構體系融為一體，并采用S 型布置，圓弧段的設計大大減少了單軌吊數量，實現1 臺吊車可在整個吊裝區域內運行的目的。與桁車吊裝相比，該方案既節省投資，又縮短了工期，并且具備相當大的靈活性。

2.4 鋼框架柱設計

為節約占地并加快建設進度，框架柱采用雙槽鋼焊接實腹板組合截面[2]，在閥廳屋架上、下弦及柱中間高度處分別采用H 型鋼橫梁進行縱向連接，對應屋架下弦水平支撐位置處布置柱間支撐。為減少現場焊接和防腐處理工作量，實腹式柱與屋架上、下弦用螺栓連接，柱頂部內力集中區域在工廠采用焊接加厚鋼板進行補強。柱與基礎的連接從常規的杯口插入式連接（見圖2）優化為預埋地腳螺栓剛性連接（見圖3），減少了安裝臨時打拉線等措施，并為立體施工創造了條件[9]。設計時使用ANSYS 有限元軟件分析了節點剛度對鋼柱彎矩的影響，與后續真型實驗數據進行對比，驗證了結構設計的安全性。

圖1 閥廳屋架下弦兼軌道布置圖

圖2 常見工程柱腳連接方式

圖3 優化后柱腳連接方式

3 結構計算

3.1 建模計算

為確保計算精準度，分別采用MSTCAD.2011，MIDAS Gen Ver.800，STAAD.Pro V8i 3 個鋼結構軟件進行建模計算，并將結果比對互校，最終內力輸出基本一致，以保證模型假定正確、計算結果可信。在此基礎上再對單榀結構進行計算分析，對于柱與梁聯結節點，分別用鉸接和剛接2種計算模型進行分析比對，提取兩方案模式結構最不利工況桿件內力值、變形進行核算。表1、表2 為整體變形情況。單榀桁架各個應力范圍內的桿件數量見表3。屋架變形情況見表4。

表4 屋架變形比較

屋架整體理論分析時，采用3 種計算模型，包括節點均為剛接（模型R）、腹桿鉸接到連續的弦桿上（模型PR）、PR 模型基礎上引入彈簧單元來模擬梁柱端板節點的半鋼性（模型PRS）。

3.2 真型試驗

根據結構設計的結果和試驗場地的實際情況，設計真型試驗模型，并取典型的荷載工況（包括恒、活、風荷載）進行分級加載試驗，得到結構在真實荷載工況下的內力分布和變形[3]。

取整體結構中具有代表性的兩榀（中粗線部分）進行模型試驗。兩榀屋架之間有上下弦水平斜撐、縱向剛性系桿和柱間支撐，因此屋架自身可以維持穩定。試驗模型如圖4 所示。試驗現場如圖5 所示。

圖4 真型試驗模型

圖5 現場試驗模型

模型試驗需要測量的內容包括關鍵構件的應力應變和結構整體的位移撓度。

加載方案包括水平加載方案和豎向加載方案。水平荷載（縱向墻受到的風荷載）加載方式是在試驗模型的一側布置組合架，千斤頂施力后，通過角鋼傳力到柱上的耳板。為了防止組合架變形過大，組合架后方用葫蘆拉到反力墻上。豎向荷載（包括恒載、活載、屋頂風吸力）的加載方式是在試驗模型的下方設置千斤頂。加載時，千斤頂施力后，通過角鋼傳力到試驗模型的加載點。

加載過程分為預加載、正式加載及卸載3 個階段。預加載階段加載值大小取每處荷載總值的60%，然后卸載。正式加載階段和卸載情況根據不同工況而有所不同，一般原則是先加豎向荷載，再加水平荷載；卸載時先卸水平荷載，再卸豎向荷載。

真型試驗對結構所承受的恒、活、風荷載進行組合，取以下4 種工況作為試驗工況，作靜力加載試驗：

工況1：1.1×（1.35×恒載標準值+1.4×0.7 活載標準值）。

工況2：1.1×（1.2 恒載標準值+1.4 風荷載標準值）。

工況3：1.1×（1.35 恒載標準值+1.4×0.7 活載標準值+1.4×0.6 風荷載標準值）。

工況4：1.1×（1.2 恒載標準值+1.4×0.7 活載標準值+1.4 風荷載標準值）。

其中，工況1 是豎向荷載最大的工況，可以得到桿件的最大內力和結構最大撓度，考察結構抵抗豎向變形的能力。工況2 是水平荷載最大的工況，可以得到結構最大的水平側移，考察結構抵抗水平變形的能力，其余2 個工況也是結構服役期間具有代表性的工況。

試驗中分別對屋架上下弦桿、斜腹桿、直腹桿及實腹式柱測得沿截面高度內力分布及位移值記錄，并與理論計算值進行比對分析，得到如下結論：

（1）典型構件的荷載-位移曲線和荷載-內力曲線基本保持線性，表明結構在試驗荷載下處于彈性工作階段。

（2）桿件彎矩的實測值與軟件計算值差異較大，且梁柱節點彎矩比軟件值小，說明實際結構的桁架節點都是半鋼性。桿件軸力的實測值與軟件計算值差異相對較小。鋼柱的截面彎矩較理論計算結果小，說明試驗中的柱腳并未完全剛接，柱腳有微小的轉動，導致剛度釋放。

（3）在工況1 下產生結構最大跨中撓度為53 mm，標準荷載對應70%設計荷載，撓度值為38.5 mm，與跨度之比為1/1 091，可見屋架抵抗豎向變形的能力很好。在工況2 下產生結構的最大側移為19 mm，位于屋架下弦與柱子連接處，標準風荷載對應65%的設計荷載，根據線性插值結果側移值為12.4 mm，與高度之比為1/922，可見屋架抗側移的能力很好。實測值與計算值的差異很小，且二者產生峰值對應的工況和位置一致。

（4）在所有工況下，屋架構件的應力都沒有超過材料的設計值。結構具有良好的抵抗豎向和水平變形的能力。

3.3 有限元分析及研究

使用ANSYS 有限元軟件分析節點剛度對鋼柱彎矩的影響，同時對梁柱連接、柱腳連接等復雜節點進行有限元分析及受壓區穩定分析，并與試驗數據做比照，以保證復雜節點的安全可靠。

以工況1 為例，通過有限元計算分析可知，對柱子彎矩影響較大的節點是KKUC（上弦梁柱節點）、KKBC（下弦梁柱節點）以及KKC（柱腳節點），如圖6 所示。

圖6 有限元分析節點剛度位置

建立有限元模型，梁柱采用BEAM4，節點轉動剛度采用COMBIN14 模擬。模型中柱子材料為Q345B，其余構件為Q235B。彈性模量206 GPa，泊松比取0.3。本構關系采用線彈性模型。

表5 為工況1 試驗測得的鋼柱彎矩值以及有限元剛接模型的計算值。

表5 工況1 鋼柱彎矩值 kN·m

模型的節點參數取值如表6 所示。對表6 中的參數進行循環計算分析，得到節點剛度與鋼柱彎矩的關系圖，并取其中具有代表性的圖列出，如圖7—圖12 所示。

由圖7 可知，KKC 由0 增加時，柱腳彎矩先增大較快后減緩，當彎矩無窮大時，彎矩等于結構完全剛接時的值。

由圖8、圖9 可知，KKBC 和KKUC 的變化對柱腳彎矩的變化影響很小。

表6 節點剛度參數列表 kN·m/rad

圖7 柱底彎矩與柱底剛度的關系

圖8 柱底彎矩與下弦梁柱剛度的關系

圖9 柱底彎矩與上弦梁柱節點剛度的關系

圖10 柱頂彎矩與柱腳剛度的關系

由圖10 可知，KKC 由0 增加時，柱頂彎矩先增大較快后減緩，當彎矩無窮大時，柱頂彎矩等于1 134 kN·m，接近結構完全剛接的值。

圖11 柱頂彎矩與下弦梁柱節點剛度的關系

圖12 柱頂彎矩與上弦梁柱節點剛度的關系

由圖11 和圖12 可知，KKBC 和KKUC 的變化對柱頂彎矩的變化影響很小。

梁柱節點有限元分析包括節點初始剛度分析、試驗實測內力以及設計軟件計算內力下的節點受力分析，以此了解節點的受力性能，為設計提供依據。

高強螺栓節點的栓頭和墊圈不單獨考慮，高強螺栓的螺栓頭和螺母按圓形近似考慮，墊圈不單獨考慮，但其厚度在實體建模時考慮到螺母中。

在計算模型中，實體單元采用solid45，以及TARGE170 接觸單元和CONTA174 目標單元來模擬端板與柱翼緣、螺栓與孔壁、螺栓與柱子、螺母與端板4 個接觸對。高強螺栓的預拉力采用預拉力單元PRETS179 來模擬。

節點的網格劃分見圖13、圖14。

圖13 節點網格劃分

圖14 螺栓和端板網格劃分

根據工況1 測得的桿件內力，將其施加到有限元模型上，使得傳遞到節點區的軸力和彎矩與試驗情況一致。

有限元加載完畢后，節點應力分布如圖15、圖16 所示（為清晰起見，未顯示螺栓應力）。

圖15 節點SX 應力云圖

圖16 節點Mises 應力云圖

柱子的主要應力云圖見圖17—圖19。柱子軸向應力較大，腹板和右側翼緣Mises 應力都較小，不超過100 MPa。與螺栓連接的翼緣受力較大，產生應力集中，最大Mises 應力達到475.7 MPa，超過Q345 鋼的設計值[12]。在實際結構模型中螺栓與柱子之間未設置墊圈，此處可能有超應力，但在試驗過程中并未發現異常現象，可見應力集中處的鋼材進入了屈服強化階段，節點區域可以正常工作。

圖17 柱SX 應力云圖

圖18 柱SZ 應力云圖

梁的主要應力云圖見圖20、圖21。梁軸向應力較大，上翼緣受拉，下翼緣受壓，最大Mises應力出現在腹板與下翼緣相交處，為120.9 MPa。

端板與梁焊接處以及螺母接觸處有應力集中，最大Mises 應力223.8 MPa 出現在孔邊緣，該應力超過端板的強度設計值。實際試驗模型中，設有墊圈，而在有限元模型里未考慮墊圈的大小，因此實際結構中該處的應力更小。

圖19 柱Mises 應力云圖

圖20 梁SX 應力云圖

圖21 梁Mises 應力云圖

肋板主要是面內受力。上部橫向肋板主要受拉，下部橫向肋板主要受壓，Mises 應力均不超過91 MPa。豎向肋板主要受壓，應力較小，最大Mises 應力為68.9 MPa。

外力作用下，高強螺栓栓桿的軸向拉應力減小。剪應力在栓頭邊緣較大，在XZ 方向較大為117.3 MPa。最大Mises 應力達到560.4 MPa。

節點區域在栓孔壁周圍產生應力集中現象，柱翼緣和端板的栓孔周圍產生超應力。其余構件的Mises 應力均小于鋼材的設計值。構件的Mises應力最大值統計見表7。

表7 節點區Mises 應力統計

梁柱軸向應力較大，肋板主要是面內受力，上部肋板主要受拉，下部肋板主要受壓，豎向肋板主要受壓。高強螺栓承受拉剪作用。

4 結論

根據理論計算分析及比較，可以得到以下的結論：

（1）柱腳剛度取值34×104 kN·m/rad 左右時，有限元模型的柱腳彎矩與試驗值較接近，表明實際試驗模型的柱腳并非完全剛接。

（2）鋼柱頂和柱底的彎矩試驗值是由柱中部點的彎矩值線性擬合后，在柱底和柱頂的節點中心位置取得的，而實際模型中節點構造復雜，僅通過節點轉動剛度調整難以真實模擬出結構響應。

（3）調整節點剛度后的鋼柱彎矩整體小于MST整體剛接模型計算的彎矩，所以按照設計軟件計算的結構是安全的。

（4）下弦梁柱節點按照半鋼性設計更為準確。

（5）下弦梁柱節點區域在栓孔壁周圍產生應力集中現象，柱翼緣和端板的栓孔周圍產生超應力，鋼材進入了屈服強化階段，節點區域仍可正常工作。節點區其余構件的Mises 應力均小于鋼材的設計值。

（6）梁柱軸向應力較大，肋板主要是面內受力，上部肋板主要受拉，下部肋板主要受壓，豎向肋板主要受壓。

（7）高強螺栓主要承受拉剪作用。

（8）腹桿次應力現象最為顯著，設計時必須考慮次應力的影響，這與鋼結構設計的規定不符。上、下弦桿軸力最大值的桿件同時也是邊緣應力最大的地方，桿件的邊緣應力主要由軸力貢獻。設計時對于軸力峰值的桿件要引起注意。

（9）模型R，PR 和PRS 的軸力分布與試驗較吻合，絕大多數桿件的軸力與試驗相差10%以內。

（10）模型R，PR 和PRS 的彎矩分布與試驗的趨勢一致，但是數值的吻合度較差。下弦端板節點的半鋼性特征顯著，引入下弦梁柱節點轉動剛度后，模型PRS 能較好地預測下弦彎矩峰值。

工程于2014 年6 月份投入運行，該結構體系在保證安全可靠的前提下，節省總投資和大量的土地資源，取得良好的經濟和社會效益，為后續類似柔性直流大跨度閥廳設計起到了指導作用，并為將來建設更高電壓等級和更大傳輸容量的柔性直流輸電網提供了技術積累，具有廣泛的應用前景。