輸電塔倒塌失效模式和主材角鋼加固方法研究

李軍闊,郜 帆,劉春城,王麗歡,任亞寧,顏 召,姜 濤

(1. 國網河北省電力有限公司經濟技術研究院,河北 石家莊 050000; 2. 東北電力大學 建筑工程學院,吉林 吉林 132012)

0 引言

輸電塔作為架空輸電線路的重要組成部分,對電力系統的穩定運行具有重要意義。近年來,極端氣象災害頻發,導致經常出現輸電線路的倒塔斷線事故[1-2]。 “三跨”區段(跨越高速鐵路、高速公路和重要輸電通道)的輸電線路倒塔斷線會造成高速公路封閉、高鐵停運以及被跨越線路停電等,直接和間接經濟損失巨大。根據國家電網公司2016年3月提出的架空輸電線路“三跨”重大反事故措施要求,有必要對“三跨”區段的輸電塔采取有效的加固補強措施來提高輸電塔的極限承載力,從而確保輸電線路能夠安全運行。

輸電塔具有柔性強,對風荷載十分敏感的特點,所以研究輸電塔的抗風性能尤為重要,目前,輸電塔的抗風研究主要集中在輸電塔的風振響應、輸電塔的倒塌機理與破壞形態等方面[3-5]。SOUZA等[6]通過風洞試驗,得到了塔線體系的動力特性,以及塔線體系的耦合作用對輸電塔風振響應結果的影響。YASUI等[7]采用了2種不同的方法對塔線耦合體系進行分析,表明了時域分析法計算的峰值因子大于由功率譜密度計算的峰值因子。郭勇等[8]等進行了塔線耦合體系的時域分析及風洞試驗,提出了塔線體系的簡化計算方法。鄧洪洲等[9]開展了氣彈模型風洞試驗,對比分析了不同風場下單塔及塔線體系的風振系數和響應結果。雷旭等[10]提出了一種不確定性分析方法,并研究了不確定性因素對輸電塔結構抗風性能的影響。

國內外學者基于構件試驗以及數值模擬等方法,對角鋼受力特性以及加固方式進行了大量的研究,ELGAALY等[11]對桁架中的角鋼進行了力學實驗,發現了角鋼的受力與其端部的連接條件、長細比以及角鋼的寬厚比有著密切的聯系。ROBERT等[12]對輸電塔主角鋼的受力特性進行模擬,并表明彎矩會對主角鋼的承載力產生顯著影響。顧正維等[13]通過對半剛性連接的螺栓角鋼鋼節點進行分析,發現了螺栓直徑的大小、角鋼的厚度以及螺栓的預緊力的大小均會對節點的受力特性產生影響。韓軍科等[14]提出了一種設置副主材的加固方法,通過試驗的方法驗證了該加固方案的可行性,并提出了加固后主材承載力的計算方法。劉學武等[15]對不同截面形式的加固構件進行了數值分析和試驗,表明3種加固方案均具有良好的加固效果,其中T字型的加固效果較為突出。張飛華等[16]對輸電塔的抗風薄弱部位和倒塔機理進行了分析,并加固了薄弱部位,結果表明加固后的輸電塔在其抗風性上得到顯著的提高。謝強等[17-18]設計制作了輸電塔縮尺結構模型,進行了等效風荷載作用下的靜力加載破壞試驗,并且在模型上增設了橫隔面作為對比試驗,表明橫隔面的設置使結構的極限承載力和抗風性能得到了顯著提升。鐘萬里等[19]采用了在輸電塔的不同部位進行局部加固的方法,對比了不同情況下的輸電塔穩定性能,表明局部加固是一種提高輸電塔抗風能力十分有效的措施。

為了有效提高運行中的輸電塔承載能力,本文以某220 kV輸電線路典型鐵塔為例,研究輸電塔在強風作用下的倒塌機理和失效模式,提出了一種基于原塔位的輸電塔無損加固方案,開展了主材角鋼構件的加固分析以及輸電塔的局部加固數值模擬,驗證了此加固方法對輸電塔承載性能的提升效果,為輸電塔的抗風設計以及加固技術提供有價值的參考。

1 輸電塔倒塌破壞機理和失效模式

1.1 輸電塔有限元模型

本文以典型的220 kV輸電線路 2B2-ZM2貓頭塔為例,全塔高38.2 m,呼稱高30 m,導線型號為2×LGJ—400/35,地線型號為JLB 20A—150,水平檔距、垂直檔距、代表檔距分別為410、550、450 m。為方便后續加載分析計算,需對鐵塔進行分段,鐵塔分段示意圖如圖1所示。采用ABAQUS建立輸電塔有限元模型,主材和帶輔助斜材等均選用B31空間非線性梁單元,塔腳采用固定約束。輸電塔有限元模型如圖2所示。輸電塔構件由Q235和Q345型號邊角鋼構成,2種鋼材的彈性模量均采用206 GPa,密度為7850 kg/m3,輸電塔角鋼構件參數如表1所示,采用雙折線本構模型,材料的本構關系如圖3所示。

圖1 鐵塔分段示意圖

圖2 鐵塔有限元模型

圖3 鋼材應力應變關系

表1 輸電塔角鋼構件參數表

表2 輸電塔塔段風荷載(25 m/s風速,90°風向角)

表3 導地線與絕緣子風荷載

1.2 輸電塔破壞模式分析

本文依據架空輸電線路荷載和設計規范[20-21]進行輸電塔結構、導地線和絕緣子的風荷載的計算。

輸電塔結構風荷載按式(1)計算:

P=W0·μZ·μsc·B·A·βZ

(1)

式中:βZ為桿塔風振系數;μZ為風壓高度變化系數;μsc為體型系數;W0為基準風壓標準值(kN/m2);B為覆冰風荷載增大系數;A為迎風面構件投影面積(m2)。

(2)

(3)

(4)

(5)

式中:g為峰值因子;εt桿塔風荷載脈動折減系數;I10為10 m高度名義湍流強度;BZi為背景因子;R2為共振因子;φ1為結構一階振型系數;cohZ(zj,zj′)為豎向相干函數;ζ1為結構一階阻尼比;f1為結構一階自振頻率。

導地線風荷載按式(6)計算:

PD=αL·W0·μZ·μsc·βc·d·Lp·B·sin2θ

(6)

式中:αL為檔距折減系數;d為導地線的外徑;βc為導地線陣風系數;Lp為桿塔的水平檔距;θ為風向與導地線方向之間的夾角(°)。

按式(7)計算絕緣子串風荷載的標準值:

Pj=n·λ1·W0·μZ·μS1·B·A1

(7)

式中:n為垂直風向絕緣子聯數;λ1為順風向絕緣子串風荷載屏蔽折減系數;A1為單聯絕緣子串承受風壓面積計算值。輸電塔塔段、導地線和絕緣子的風荷載計算結果如表 2和表 3所示。

在主材及橫擔材的各個受力節點上均勻施加等效為節點荷載的塔身風荷載,同時將導地線、絕緣子串所受的自重荷載及風荷載也等效成節點荷載施加在輸電塔相應位置處,得到了不同風速工況下輸電塔塔頂位移與塔身最大應力計算結果如表4所示。

表4 不同風速下輸電塔位移和應力計算結果

由表4可知,當風速26 m/s時,輸電塔仍處于彈性受力階段,主材最大應力為330 MPa。當風速達到27 m/s左右時,應力最大桿件出現在第6段塔身受壓側主材下部位置,應力最大值達到345 MPa,是第一個率先進入塑性屈服階段,變形開始增大,并逐漸退出工作,但此時該桿件并未發生強度破壞,輸電塔仍然可以繼續承載。進入塑性階段后,由于第6段塔身受壓側主材開始屈服,輸電塔結構的內力開始進行重分布,且最大應力位置發生變化,增大風速,輸電塔第5段塔身受壓側主材的應力也顯著增加,應力增加較大的桿件為第5段塔身的No.1號桿件和No.2號桿件,如圖4所示。圖5給出了No.1號和No.2號桿件的應力隨風速變化規律曲線,從圖中不難看出,No.2號桿件會成為受壓側第二根開始屈服的桿件,No.1號桿件的應力會在結構進入塑性階段后迅速增大,從而成為第三根屈服的桿件。

圖4 第5段塔身No.1與No.2桿件位置

圖5 No.1與No.2桿件應力隨風速變化曲線

持續增大風速,當風速超過30 m/s時,塔頂位移發生突變,結構發生了大變形失穩,輸電塔塔頂位移變化曲線如圖6所示,在輸電塔發生倒塌前,塔頂極限位移為0.378 m,判定該位移為輸電塔的倒塌位移。進一步采用弧長法對風速為30 m/s下的輸電塔結構進行非線性屈曲分析,結果表明:輸電塔危險桿件的破壞形式為主材塑性失穩破壞。破壞順序為:第6段塔身受壓側主材下部位置桿件;第5段塔身受壓側No.1號桿件、第5段塔身受壓側No.2桿件。使輸電塔無法繼續承載,輸電塔的倒塌失效模式如圖7所示。

圖6 塔頂位移變化曲線

圖7 輸電塔倒塌失效模式(風速31 m/s)

2 主材角鋼加固有限元分析

2.1 主材角鋼加固方案

針對輸電塔倒塌破壞模式,本文提出了一種主材無損加固方案,該加固方案是由內貼加固角鋼、外包加固夾具和高強螺栓組成,內貼角鋼與外部夾具的厚度與原角鋼相同,高強螺栓布置在夾具兩側,每組夾具由4個螺栓連接,螺栓型號為M16,承載能力等級為8.8級。該加固方案不破壞原主材,且施工方便,主材角鋼加固示意圖如圖8所示。

圖8 主材角鋼加固示意圖

2.2 主材角鋼加固有限元模型

在進行相關研究工作前,首先需要對主材角鋼構件進行加固分析,本文模型采用的角鋼規格如表5所示。

表5 原主材角鋼參數

主材的加固模型采用C3D8R實體單元進行模擬,圖9為加固主材構件模型示意圖。模型的接觸屬性按下述方法定義:切向方向的摩擦接觸采用罰函數定義,摩擦系數取0.35;法向定義為硬接觸。模型構件底部和支撐底部完全固接,上端加載板則限制其水平方向的位移,僅允許豎向方向的平動位移和轉動位移。

圖9 主材構件的有限元模型

2.3 計算結果分析

上端加載板施加由主材角鋼軸向集中荷載等效的均布荷載,下端加載板采用固定約束。圖10所示為逐級加載得到的原角鋼和各個加固角鋼構件的荷載-位移曲線。由圖10可知,在加載的初期,未加固的構件和加固后的構件荷載-位移曲線呈線性增長趨勢,曲線斜率波動比較小,近似直線狀,此時構件為彈性變形階段。而隨著荷載的增大,荷載-位移曲線逐漸轉變為非線性增長趨勢,這一階段屬于非線性彈性變形階段。當荷載逐漸增大接近極限荷載時,位移迅速增加,荷載-位移曲線斜率迅速變小,荷載-位移曲線出現了下降,說明構件的塑性變形開始發展。此時荷載-位移曲線中出現的極值點,對應的荷載即為構件的極限承載力。由圖10可以看出:加固后主角鋼的極限承載力均有很大幅度的提高,最大可提高37.2%,且角鋼橫截面尺寸越大,極限荷載提高幅度越大,加固效果越顯著。此外,長細比小的構件加固前承載力已經相對較高,所以加固后極限承載力提高幅度較小,而相同角鋼截面,長細比較大的角鋼構件,承載力提升效果會更加明顯。表6給出了主材角鋼加固前后的極限承載力及提升效果。

圖10 不同截面參數和長細比主材角鋼荷載-位移曲線(Q-加固前,H-加固后)

表6 主材角鋼加固前后極限承載力對比

3 輸電塔結構加固有限元分析

3.1 輸電塔多尺度模型

輸電塔加固多尺度模型的建立首先要確定需要加固的桿件及相應位置,依據輸電塔倒塌失效模式分析結果,在強風作用下,輸電塔主要發生第5段和第6段塔身受壓側主材的破壞。因此,多尺度模型將鐵塔的第5段和第6段主材桿件采用更精細的實體單元建模。其余桿件仍保留原來的梁、桿單元,通過在梁單元與實體單元的接觸位置設置多點約束(MPC)連接,建立了輸電塔的多尺度模型。圖11為輸電塔加固多尺度有限元模型及局部放大圖。

圖11 加固后的輸電塔多尺度模型

3.2 輸電塔加固后的計算結果

與輸電塔倒塌破壞分析過程相似,對加固后的輸電塔在不同風速荷載作用下進行承載性能分析,并與加固前進行了對比,得到塔頂位移和主材最大應力隨風速的變化曲線如圖12所示。

圖12 加固前后塔頂位移和主材最大應力隨風速變化曲線

從圖12可以看到,在加固后,輸電塔的塔頂位移較加固前降低約18%,在風速達到27 m/s之前最大應力的下降幅度均在15%左右,鐵塔發生屈服的對應風速由27 m/s提高至30 m/s,說明輸電塔的承載力得到大幅提升,加固后,鐵塔最大應力的位置從第6段塔身受壓側主材轉移至塔腿受壓側主材根部,這說明加固后的輸電塔塔身加固段截面增大,強度大幅提升,局部剛度也顯著增大。雖然鐵塔發生屈服時對應的風速較加固前有了明顯的提高,但是鐵塔的倒塌破壞風速卻變化不大,僅從31 m/s增大至32 m/s,這是由于在鐵塔進入塑性階段后塔腿逐漸退出工作,而被加固部分的局部剛度提升較大,導致鐵塔的傳力效率降低,所以在輸電塔進入塑性階段后,最大應力位置沒有發生變化,最終由于塔腿主材退出工作,輸電塔發生倒塌破壞,加固后的輸電塔在風速為29 m/s時的應力云圖以及最大應力位置如圖13所示。

圖13 加固后輸電塔應力云圖(風速29 m/s)

3.3 輸電塔加固承載性能提升評估

取該輸電塔設計風速25 m/s作為其承載性能提升計算的主要荷載依據,進行輸電塔承載性能提升的評估。參照GB 50545—2010《110 kV～750 kV架空輸電線路設計規范》[21]關于桿塔結構承載能力極限狀態設計公式,以計算得到的25 m/s風速下的風荷載和重力荷載設計值為基準值,在重要系數取值1.0的基礎上逐漸增大重要性系數取值,觀察輸電塔加固前后的最大應力和塔頂位移的變化,以輸電塔主材首次發生屈服時作為結構設計重要性系數的最大取值,通過對比計算加固前后的輸電塔結構響應,對輸電塔承載性能的提升進行評估。表7給出了加固前后的輸電塔在不同重要性系數下的響應計算結果。

表7 加固前、后輸電塔不同設計重要性系數取值的最大應力和塔頂位移響應

由表7中的數據可以發現,當重要性系數提升至1.15時,未加固的輸電塔主材首次發生屈服,位于第6段塔身受壓側。當重要性系數為1.35時,加固后的輸電塔主材首次進入塑性階段,位于塔腿受壓側,經過對比分析可知,加固后輸電塔的設計重要性系數相較于未加固的輸電塔提升了1.17倍,所以本加固方案可使輸電塔的承載力具有顯著的提升。

4 結論

本文開展了220 kV輸電塔倒塌破壞機理和失效模式研究,提出了一種主材單角鋼加固方案,通過主材角鋼加固構件和輸電塔結構加固分析,得到的結論如下:

1)輸電塔的倒塌破壞分析表明,輸電塔的倒塌是由主材的塑性失穩造成,失穩部位起始于塔身第6段受壓側主材,隨風荷載增大,塔身第5段受壓側主材相繼進入塑性屈服階段,造成鐵塔第6段和第5段局部塑性大變形失穩破壞。桿件初始屈服風速為27 m/s時,倒塌臨界風速約為30 m/s,在輸電塔發生倒塌前,塔頂極限位移可達0.378 m。

2)基于輸電塔倒塌機理和失效模式,提出了一種主材無損加固方案,通過加固單角鋼構件軸心受壓力學性能分析可知,加固后主材角鋼的極限承載力均有大幅度的提高,最高可達37.2%,加固效果顯著。且角鋼長細比和橫截面尺寸越大,極限荷載提高幅度越大。

3)通過對輸電塔加固分析,加固后鐵塔的承載力大幅提高,鐵塔加固段局部剛度顯著增大,鐵塔主材發生屈服的風速由27 m/s提高至30 m/s,倒塌臨界風速提高至32 m/s,加固后的輸電塔設計重要性系數由1.15提升至1.35,較加固前提升了1.17倍,倒塌破壞模式主要由塔腿的主材失效所致。因此,采用本文提出的加固方案對整塔的承載力提升效果顯著。