K型节点范文（精选5篇）
K型节点 第1篇
关键词：并联K型搭接节点,极限承载力,有限元分析
1 概述
圆钢管并联K型搭接节点是一种新型的相贯节点形式, 在苏州国际博览中心屋盖桁架中首次使用了这种形式的节点, 如图1所示。该类节点的受力性能和规范中有明确计算公式的平面K型节点是不同的, 这是因为下弦连系杆的存在, 如图2所示。所以研究这种新型的相贯节点在荷载作用下的性能、破坏模式和极限承载力, 为工程设计提供依据是十分必要的。
2 有限元计算模型
本文在选取几何参数时, 不变的几何参数有主管的外径D=600mm, 主管的长度L=4000mm, 支管的长度l=2000mm, 变化的几何参数主要包括Ov、β、γ、τ、θ和φ, 其中Ov为支管的搭接率[Ov= (-q/p) ×100%], β为支管的外径与主管的外径之比 (β=d/D) , γ为主管的外径与主管的壁厚之比 (γ=D/T) , τ为支管的壁厚与主管壁厚的之比 (τ=t/T) , θ为支管与主管轴线之间的夹角, φ为支管与并联主管所在平面的垂直面的夹角, 又称平面外角。
3 各几何参数对并联K型搭接节点极限承载力的影响
3.1 搭接率Ov对极限承载力的影响
通过改变搭接率对节点进行分析表明, 搭接率Ov对并联K型搭接节点极限承载力影响和对K型搭接节点的极限承载力[3]的影响特点非常相似。当τ=1时, 即主管壁厚与支管壁厚相等的时候, 节点的极限承载力随着搭接率的增大而增大, 但是在β较小和γ较大的时, 搭接率达到60%以后, 极限承载力随着搭接率的增大而有所减小。这是因为在主管的管径不变的情况下, 即使τ值很大, 但γ值也很大, 所以支管的壁厚还比较小, 因此, 当β值较小时, 即支管的管径小, 管壁的厚度小, 支管的强度和刚度就比较小, 而且管径小支管搭接的焊缝长度也就短, 当搭接率增加的时候, 在两支管搭接焊缝间传递的荷载就增加 , 使得支管发生局部塑性屈曲破坏的可能性就增加。当τ=0.6时, 搭接率对节点极限承载力的影响不大, 但是在γ较小的时候, 随着搭接率的不断增大而有所减小。这是因为主管管壁较厚, 刚度大, 而支管管壁薄, 当搭接率增加时两支管搭接处分担的荷载也增加, 搭接区域的应力集中现象明显, 使支管管壁提前出现局部塑性屈曲而导致节点破坏。
3.2 支、主管外径之比β=d/D对极限承载力的影响
通过改变支、主管外径比β分析表明, 并联K型节点支、主管外径之比β对极限承载力有显著的影响, 并且与K型节点的特点基本相同。节点极限承载力随着β值的增大而增大, 而且当γ值较小, τ值较大时, 极限承载力随β值增大而增大的幅度要大。这是由于主管管壁比较厚, 节点破坏容易出现支管局部塑性屈曲的破坏模式, 而β、τ值的增大提高了支管的截面面积和抗弯刚度, 因此, 节点的极限承载力大幅提高。
3.3 支管与主管轴线间的夹角θ对极限承载力的影响
通过改变支管与主轴线的夹角θ分析表明, 在其他几何参数不变的情况下, 随着支、主管间夹角θ的不断增大, 节点极限承载力降低。在现行国内钢结构规范中, 对平面K型节点的极限承载力计算已经考虑了支管与主管轴线的夹角θ对极限承载力的影响, 极限承载力随着θ的增大而减小。这是因为随着θ值增大时, 支管在垂直于主管方向上的荷载分量增大, 加快了径向刚度比较小的主管管壁的塑性屈曲破坏。
3.4 平面外角φ对极限承载力的影响
支管与并联主管所在平面的垂直面的夹角即平面外角φ对极限承载力的影响是并联K型节点比平面K型节点复杂的显著特点之一。在其他参数不变, 变化平面外角φ的情况下, 计算得到了相应的极限承载力。平面外角φ对极限承载力的影响很小。只是在平面外角φ由10°变化到30°时有所下降, 但是承载力下降不到2%, 影响并不明显。
4 计算结果比较分析
并联K型搭接节点有限元计算结果与平面K型节点有限元计算结果和国内钢结构规范[4]现有K型搭接节点承载力计算公式计算结果比较分析。
由第三节的分析研究表明, 空间双钢管并联K形搭接节点和平面K形搭接节点在破坏模式的形式、几何参数对承载力的影响等方面具有很大的相似性。通过分析可以发现, 在本文所取的参数的范围内, 它们的极限承载力也很接近。现有的国内钢结构规范对平面K型间隙节点给出了明确的极限承载力计算公式, 对于搭接节点是按间隙为零考虑的。本文给出的并联K型节点是由两个平面K型搭接节点连接而成的, 通过有限元软件计算出的极限承载力与按国内钢结构规范K型搭接节点的极限承载力计算公式计算的值是比较接近的, 规范中计算公式考虑了一定的安全系数。由于并联K型节点中连接两个主弦杆的连杆并没有主动受力, 所以它对主弦杆的影响是有限的。因此, 考虑并联K型节点的极限承载力的时候, 可以将它简化为两个平面K型节点, 这也是比较容易接受的。
将节点的极限承载力有限元计算结果与规范公式计算结果比较, 我们会发现, 当τ值等于1的时候, 有限元计算结果比国内规范的计算值要大很多。由此可见, 国内规范的平面K型节点极限承载力设计公式显然低估了他的实际承载能力。
5 结论
文中, 通过改变相贯节点的几何参数值, 选取了三组搭接率不同的36个并联K型搭接节点计算模型和36个与之对应的K型搭接节点计算模型。另外, 还特别以一个主管外径D=600mm、搭接率Ov=60%、支管外径与主管外径之比β=0.6、支管外径与壁厚之比γ=50、支管壁厚与主管壁厚之比τ=1的并联K型搭接节点为基本模型, 改变其支管轴线与主管轴线之间的夹角θ和平面外角φ, 获得了8个计算模型, 总计计算模型80个。通过这些模型的有限元分析结果, 研究了并联K型搭接节点的破坏模式和各几何参数对节点极限承载力的影响, 得出了一下主要结论:
(1) 并联K型搭接相贯节点的破坏模式主要为支管局部塑性屈曲破坏和主管局部塑性屈曲破坏与支管局部塑性屈曲破坏形成的联合破坏模式[5]。由于并联K型搭接节点中, 连系支管对主管有一定的约束作用, 使得在主管上形成塑性铰线的外荷载有所提高, 所以出现支管局部塑性屈曲破坏的几率增大。
(2) 当τ=1时, 即主管壁厚与支管壁厚相等的时候, 节点的极限承载力随着搭接率的增大而增大, 但是在β较小和γ较大的时, 搭接率达到60%以后, 极限承载力随着搭接率的增大而有所减小。当τ=0.6时, 搭接率对节点极限承载力的影响不大, 但是在γ较小的时候, 随着搭接率的不断增大而有所减小。
(3) 并联K型节点支、主管外径之比β对极限承载力有显著的影响, 节点极限承载力随着β值的增大而增大。
(4) 在其他几何参数不变的情况下, 随着支、主管间夹角θ的不断增大, 节点极限承载力降低。
(5) 支管与并联主管所在平面的垂直面的夹角即平面外角φ对极限承载力的影响很小。
(6) 并联K型搭接节点受各几何参数的影响规律与K型搭接节点比较相似。
(7) 通过对并联K型搭接节点有限元计算得到的极限承载力与K型搭接节点有限元计算得到的极限承载力和国内规范节点极限承载力公式计算的结果进行比对, 发现并联K型搭接节点的极限承载力与K型搭接节点的极限承载力非常接近, 而国内规范对于搭接型节点的计算公式偏于保守, 特别是当τ值较大时。
参考文献
[1]黄国权.有限元基础及ANSYS应用[M].北京:机械工业出版社, 2004.
[2]ANSYS有限公司.ANSYS结构分析指南 (中) ——结构非线性[Z].2001.
[3]中华人民共和国国家标准.GB50017-2003, 钢结构设计规范[S].中国计划出版社, 2002.
[4]朱庆科, 舒宣武.平面K型钢管相贯节点极限承载力有限元分析[J].华南理工大学学报 (自然科学版) , 2002, 30 (12) :62-66.
K型节点 第2篇
矩形钢管结构以其节点形式简单、外形美观等优点在工程中得到了广泛的应用。矩形钢管结构的设计理论也很成熟, 各国设计规范中均有矩形钢管结构设计方法的相关条文。由于支管与主管的焊接处一般是节点的受载情况下最容易破坏的位置, 通常的处理办法是在此处焊接加劲板。工程师为改善节点性能, 且不影响结构外观, 在节点的主管内灌注混凝土, 形成一种新型节点—矩形钢管混凝土节点[1]。
本文采用有限元分析软件ANSYS, 针对矩形钢管混凝土K型节点的受力性能问题, 根据前人的研究成果, 进行了非线性数值模拟。通过研究钢管混凝土K型节点典型的荷载-位移曲线的特征, 钢管节点和钢管混凝土节点的不同破坏模式, 以及混凝土Mises应力分布, 揭示了混凝土对钢管混凝土节点极限承载力提高的贡献。
2 矩形钢管混凝土K型节点有限元模型的建立
2.1 试验概述
针对矩形钢管混凝土桁架K型节点的受力性能, 刘永健等人[2]进行了系列试验研究。试件尺寸见表1, 加载装置及测点位置见图1。
注:β=b1/b2, γ=b0/2t0
2.2 材料的本构模型
钢管的应力-应变关系采用双线性模型, 该模型有弹性段和强化段, 强化段的模量可取值为0.01Es。考虑材料的弹塑性时, 采用多线性随动强化准则, 遵守Von Mises屈服准则和相关流动法则。
混凝土的应力-应变关系采用韩林海[3]提出的, 考虑钢管约束效应的约束混凝土模型。采用Willam-Warnke五参数破坏准则检查混凝土开裂和压碎, 为了提高运算效率, 关闭压碎功能。
2.3 单元类型和网格划分
钢管采用4节点的SHELL181单元进行模拟, 每个节点有6个自由度。适合模拟薄壳至中等厚度壳单元。建议设置KEYOPT (3) =2, 即选择非协调的完全积分方案, 该选项能够避免可能产生的“沙漏”问题。核心混凝土采用8节点的SOLID65单元进行模拟, 每个节点有3个自由度。该单元最重要的是对材料非线性的处理, 可模拟混凝土开裂、压碎、塑性变形及徐变。建议设置KEYOPT (7) =1, 即开裂后缓慢释放荷载, 已帮助收敛。钢板采用8节点的SOLID45单元, 每个节点有3个平动自由度。该单元与SOLID65单元相似, 只是没有开裂与压碎功能。
网格的疏密程度十分重要, 合理地网格划分, 即能保证计算精度, 又能提高计算效率。本文在进行单元网格划分时, 钢管与核心混凝土的网格划分采用映射划分, 钢板的网格划分采用扫略划分。为达到使计算结果收敛且精准的目的, 在模型部件接触部位, 尽量通过对部件的切分使网格节点对齐。此外, 由于SOLID65单元本身是采用弥散裂缝模型和最大拉应力开裂判据, 在很多情况下会因为应力集中而使混凝土提前破坏, 从而和试验结果不相吻合, 根据陆新征[4]的研究, 当最小单元尺寸大于5cm时, 就可以有效避免应力集中的问题。
2.4 界面模型和边界条件
钢管与混凝土界面选用接触单元CONTA173及目标单元TANGE170。其中腹杆与垫块、弦杆与垫块之间的接触装配采用MPC法 (即利用接触单元和技术, 由ANSYS计算软件根据接触运动自动建立约束方程, 并与绑定或不分离接触等选项结合, 实现各种装配接触和运动约束) 。弦杆中钢管与核心混凝土之间的接触类型采用标准接触, 经过大量试算, 将接触刚度的比例因子取为0.1, 侵入允许容差为-0.01, 核心混凝土与钢材的动摩擦系数取为0.25, 可以获得满意的结果。约束和加载情况如图2所示。
2.5 模型验证
本文针对试验过程, 选取了K2-c18和K2-028两个节点试件进行有限元数值模拟, 得到了钢管混凝土K型节点受压腹杆的荷载-位移曲线, 如图3所示。
通过有限元计算, 试件K2-028的极限承载力为163k N, 而通过试验得到的则为171 k N, 二者之间相差4.09%。试件K2-C18的极限承载力为154k N, 而通过试验得到的则为185k N, 二者之间相差14.79%, 这是由于混凝土出现裂缝运算即中止, 造成了计算结果的误差。由两者对比分析的结果可知, 有限元模型的计算结果与试验值吻合较好, 从而可以验证了本文所建立的钢管混凝土K型节点三维有限元模型的合理性。有限元计算值与试验实测Á值的比较如图4所示。
3 矩形钢管混凝土K型节点受力分析
根据李云峰等人的[5]研究, 圆形钢管节点在灌注了混凝土后, 核心混凝土处于三向受压状态, 材料处于塑性状态, 破坏时形成显著的鼓曲效果, 延性大大增加。在矩形钢管混凝土节点中, 核心混凝土受到的约束效应并不明显, 其承载力提高有限, 这点从本文2.5节可以看出。但是由于核心混凝土的存在, 结构的刚性大大增强。钢管混凝土节点的破坏模式由, 未灌注混凝土时的主管凹陷屈曲失稳, 变为核心混凝土受压破坏, 如图5所示。
计算结果表明, 在受压支管与主管的焊接处, 核心混凝土的应力达到了单轴抗压极限值, 混凝土被压坏。矩形钢管混凝土K型节点中, 类似于钢筋和混凝土之间的咬合作用, 摩擦力和黏结力的存在使得钢管和核心混凝土可以一起工作。当主管受压时, 核心混凝土处于三向受压状态, 节点的强度和刚度得到增强;当主管受拉时, 混凝土对主管的保护作用有限, 仅能提供一定的结构稳定性。此外, 由于核心混凝土的存在, 节点间隙处的抗剪强度得到显著提高, 可以有效的避免节点的冲剪破坏。
4 结论
从以上分析得到以下几点结论:
1) 矩形钢管混凝土K型节点与矩形钢管K型节点相比, 强度得到一定的提高, 刚度得到显著提高。
2) 本文采用有限元分析软件ANSYS, 针对矩形钢管混凝土K型节点的受力性能问题, 进行了非线性数值模拟。计算值与试验值吻合较好, 证明本文所建立的三维有限元模型是有效的。
摘要：采用有限元分析技术, 针对矩形钢管混凝土桁架K型节点的受力性能问题, 进行了非线性数值模拟, 计算值与试验值吻合较好。结果表明, 论文所建立的三维有限元模型是有效的。通过研究钢管混凝土K型节点典型的荷载-变形全过程关系曲线的特征, 考察了节点区域受力变形发展过程、应力应变分布情况以及钢管和混凝土相互作用等受力机理。
关键词：钢管混凝土桁架,K型节点,受力性能,非线性分析
参考文献
[1]吴耀华, 吴文奇.钢管在结构工程中的应用与发展[J].钢结构, 2005, 2 (20) :45-49.
[2]刘永健, 周绪红, 刘君平.矩形钢管混凝土K型节点受力性能试验[J].建筑科学与工程学报, 2007, 24 (2) :36-42.
[3]韩林海.钢管混凝土结构-理论与实践 (第二版) [M].北京:科学出版社, 2007.
[4]陆新征, 江见鲸.用ANSYSSOLID65单元分析混凝土组合构件复杂应力[J].建筑结构, 2003, 33 (6) :22-24.
K型管节点的应力集中系数研究 第3篇
K型管节点被广泛应用于石油及天然气管道工程中.由于大多数管道结构的破坏是由节点的疲劳破坏引起的.应力集中系数(SCF)是估算管道结构疲劳寿命的一个重要参数.只要确定了热点应力的准确位置和大小,结构的疲劳寿命就可以推算出来.通常K节点SCF的大小是由几何参数,载荷形式,焊缝尺寸和边界条件等多种因素决定的.一旦载荷形式决定了,节点几何参数就成为决定K节点SCF最重要因素,因此,K节点SCF可以看作是K节点在承受特定载荷形式下各几何参数的组合方程.在已有的文献中[1,2,3,4],对管节点的有限元研究中,往往忽略了焊缝尺寸对节点应力集中系数的影响,从而得到的有限元结果往往过于保守,进而过低估计了节点的疲劳寿命.本文采用的新的有限元模拟方法,该方法可以很好地模拟焊缝尺寸对应力集中系数的影响[5].基于这些原因本文在对节点焊缝进行准确模拟的基础上使用ABAQUS(2002)软件[6]对200多组承受轴向载荷的K节点模型进行了分析,得出了各个模型沿焊缝的应力分布情况,在此基础上探讨了K节点应力集中系数SCF的大小和位置与各几何参数之间的关系,得出了K节点几何参数对节点SCF大小及极值位置的影响规律.
1 节点的模拟
1.1 焊缝的几何模拟
为准确研究应力沿焊缝的分布,必须对焊缝进行准确地模拟.图1为一典型的K节点几何参数,节点由支管和主管焊接而成,支管与主管之间的相交线是一复杂的三维曲线.
因为焊缝在节点数值分析中有非常重要的影响,这里用精确的方法来确定沿相交线方向的焊缝尺寸.如图2所示,初始的接触厚度T1被定义为在节点上垂直于相交线的一个特定部位的表面接触厚度,T1沿节点是变化的,它的大小取决于两面角和主管曲率的大小.通常支管厚度tb小于主管半径R1,且Ti接近于tb/sinγ.
为模拟焊趾W0,从两管交线上一点A0向外延伸一距离T2,T2随角度γ0的不同而变化,角度γ0的变化范围是从假设的最小角度30°到180°,T2可表示为
其中,T2是焊缝外部厚度,k2是外部交线修正因子,是比例因子,m是一常数,θs是最小交线夹角.
由此相交线上的点Ai到焊跟Wi的距离为T3,二面角γi的范围是为30°～90°,当γi=30°时T3为极大值,且γi=90°时T3=0.
其中,T3是修正后的内部厚度,k3是内部交线修正因子,θs是假定的最小交线夹角.
管节点的焊接厚度Tw是由T1,T2和T3共同决定的,且满足规范要求,因此可表示为
其中kAWS是由AWS[7]规范规定的焊缝厚度参数.
1.2 网格自动生成方案
在管节点应力集中系数(SCF)中用三维固体单元可以有效地模拟结构,特别是焊缝.由于热点应力位于焊缝位置处,所以焊缝位置的网格质量必须非常高,远离焊缝的区域对SCF分析的影响比较小,可采用比较粗糙的网格以减少计算时间.按照这个原则,整个结构可以划分为7个不同的区域,在每个区域网格独立生成,再通过节点将各个区域组合起来,如图4所示.
1.3 SCF值的定义
应力集中系数是由热点应力和名义应力共同决定的.K节点在平面内弯曲力矩作用下,名义应力为
其中,d为支管直径,P为轴向载荷.
热点应力σHSS是沿着焊缝的垂直于焊接路径的应力的最大值,SCF可以表示为
1.4 节点参数范围及相关规定
对200组不同几何参数K节点在循环载荷作用下的SCF进行了研究,数值模拟中用4个几何参数(β,γ,τ和θ)限定节点的几何形状.考虑满足实际设计的需要,各参数范围为:0.40≤β≤0.80,6<γ≤30,0.3≤τ≤1.00,30°<θ<60°.
为了确定K节点SCF最大值的位置,特对节点焊接路径上的位置定义如下:由焊跟部位(heel)开始沿逆时针方向旋转,到达鞍点(saddle)时为90°,冠点位置为180°,如图5.
2 几何参数对K节点SCF的影响
2.1 几何参数对主管SCF大小及位置的影响
轴向循环载荷下,主管上SCF及其位置在不同几何参数的影响下呈现不同的变化规律.主管的SCF值随参数γ的增大而增大,但参数β对主管SCF大小的影响不大,如图6(a)所示.主管SCF值随参数τ的增大而增大,且两者基本成线性关系,如图7(a)所示.参数θ对主管SCF值的影响也比较明显,总体随θ的增大而增大,且γ值越大越明显,如图8(a)所示.
节点几何参数对SCF位置的影响也呈现不同的变化规律,主管SCF最大值位置出现在冠点附近.参数β,γ对主管SCF最大值位置的影响不明显,如图6(b).主管SCF极值位置随参数τ的增大而角度减小,且γ越大减小越明显,如图7(b).参数θ对主管SCF极值位置影响也比较大,在参数γ较小的情况下,参数θ对位置变化影响不明显,但当参数γ比较大时,随参数θ的增大SCF极值位置角度明显减小,如图8(b).
2.2 几何参数对支管SCF大小及位置的影响
支管SCF值随参数τ的增大而增大,但支管的SCF值随参数β的增大而减小,如图9(a)所示.支管SCF值随参数γ的增大而增大且变化比较均匀,近似线性关系,如图10(a)所示.角度变化对支管SCF值的影响也比较明显,总体上支管SCF随参数θ的增大而增大,且γ越小越明显,如图11(a)所示.
K节点在循环载荷作用下,节点几何参数对支管SCF极值位置的影响比较复杂.支管SCF极值一般位于冠点或鞍点附近,但具体位置是由参数τ和β共同决定的,当τ/β>1.0时,SCF极值位置一般出现在90°附近,即鞍点附近;当τ/β<1.0时,SCF极值位置一般出现在0°或180°附近,即冠点附近,如图9(b)所示.在遵守τ/β规则的基础上,K节点支管SCF极值位置,随参数的不同而表现出不同的规律:随参数β的增大支管SCF极值位置角度减小,如图9(b)所示;随着参数τ的增加支管SCF位置角度减小,如图9(b)和图10(b)所示;支管SCF极值角度随参数γ的增大略有减小,变化不明显,如图10(b)所示;随参数θ的增加SCF极值角度减小,如图11(b)所示.
3 结论
(1)得到了K节点在轴向循环载荷作用下沿焊缝的应力集中系数(SCF)极大值随各个参数的影响规律:主管上SCF极大值随τ的增大呈线性增加,随γ的增大而增大,随θ的增大而增大,β对其基本上没有影响;支管上SCF极大值随τ的增大而增大,随γ的增大而增大且变化比较均匀,随参数θ的增大而增大,但随参数β的增大而减小.
(2)得到了节点几何参数对主管和支管的SCF极值位置的影响规律:主管上参数β,γ对主管SCF最大值位置的影响不明显,SCF极值位置随参数τ的增大而角度减小,随参数θ的增大SCF极值位置角度减小;支管上SCF极值一般位于冠点或鞍点附近,但具体位置是由参数τ和β共同决定的.当τ/β>1.0时,SCF极值位置一般出现鞍点附近;当τ/β<1.0时,SCF极值位置一般出现冠点附近,且随参数β的增大极值位置角度减小,随着参数τ的增加位置角度减小,支管SCF极值角度随参数γ的增大略有减小,随参数θ的增加SCF极值角度减小.
摘要：采用有限元法分析了K型管节点在承受轴力作用下的应力集中系数．用三维固体单元模拟结构，模拟中对不同区域分别划分网格，每个区域的网格独立产生后，再形成整个结构的有限元网格．使用ABAQUS软件分析了200组在轴向循环载荷作用下的节点数值模型，获得了K节点在轴向循环载荷作用下沿焊缝的应力集中系数(SCF)，并对主管和支管的SCF进行研究，得出了节点几何参数对主管和支管的SCF及极值位置的影响规律．
关键词：K节点,轴向载荷,应力集中系数(SCF),几何参数
参考文献
[1]郭勇，孙柄楠，郭健等．节点板连接K型应力集中系数．建筑结构，2004，34(06)：51～54(Guo Yong，Sun Bingnan，Guo Jian,et al.Stress concentration in K-joints of tube-guesset with plate connections.Building Structur,2004,34(6): 51～54(in Chinese))
[2]杨铮，金伟良．Y型管节点应力集中系数有限元分析．中国海洋平台，2004，19(4)：17～21(Yang Zheng，Jin Weiliang．Finite element analysis of stress concentration factors in welded steel tubular Y-joints.China Offshore Platform, 2004,19(4):17～21(in Chinese))
[3] Efthymiou M,Durkin S.Stress concentrations in T/Y and gap/overlap K-joints.Behaviour of Offshore Structures, Netherlands;1985.429～440
[4]张宝峰，曲淑英，邵永波等．轴向载荷下X型管节点应力集中系数研究．工程力学，2007，24(7)：161～166(Zhang Baofeng，Qu Shuying,Shao Yongbo,et al.Study of stress concen- tration factor for X-joints under axial loads.Engineering Mechanics,2007,24(7):161～166(in Chinese))
[5] Soh AK,Soh CK.Stress concentrations of K-tubular joints subjected to basic and combined loadings.Proceedings of the Institute of Civil Engineering-Structures and Buildings, 1996,116:19～28
[6] Abaqus.Abaqus User Manual (Version 6.3),Hibbit Karl- son and Sorensen Inc.2002
K型节点 第4篇
1 K型节点承载力试验
1. 1 试件设计
该试件设计取自220 k V熙悦变电站出线工程跨顺德水道段线路, 节点形式为单插板连接的K型节点, 设计荷载: 主管为7700 k N, 受压支管为750 k N, 受拉支管为550 k N。K型节点承载力试验样本如表1 所示, 节点1 与节点2 除端部环形加劲肋厚度不同外, 其余尺寸均相同。
1. 2 试验方法
1. 2. 1 加载方案
试验在东北电力大学土木工程试验研究中心进行, 研究中心自主设计了水平布置的反力装置, 采用自平衡系统, 减小反力装置自身的变形。现场加载装置方案如图1 所示, 主管加载端采用千斤顶施加轴向荷载, 底端为固定支座。两个支管采用千斤顶施加轴向荷载。主管加载端用自主设计仅带有轴向位移的滑动支座作为连接, 支管加载端用钢管进行连接。主管和支管端同时加载, 按设计荷载的20% —60% —80% —100% 施加, 之后荷载按照级差10% 递增直至破坏。
1. 2. 2 测试方法
在主管轴向、支管轴向、节点板垂向布置百分表测试相应位移, 同时在节点关键区域粘贴应变片, 测试各典型位置应变。此外, 节点板不粘贴应变片的一面喷涂散斑, 布置非接触性应变仪, 测试喷涂区域应变、位移等。环板及主管与节点板交汇处应变片布置如图2 所示。
2 试验结果及分析
2. 1 试验破坏模式
节点1 在主管和支管同时达到130% 设计荷载下发生破坏, 其破坏特征如下:
1) 受压端节点板平面外失稳, 节点板产生平面外大变形, 节点板的破坏形态与《钢结构设计规范》 ( GB50017 - 2003) [8]中桁架的节点板在斜腹杆压力作用下的失稳破坏情况相似, 呈三折线破坏趋势。
2) 支管未发生屈曲, 受压支管插板端部受弯断裂。
3) 节点板受压端部加劲肋发生明显变形, 主管在反弯点位置发生局部屈曲, 主要原因是单插板的构造形式使得支管荷载中心与主管中心发生了偏离, 产生了弯矩, 发生弯曲破坏, 达到极限荷载。
4) 主管根部管壁发生屈曲变形, 该变形是在下环板附近局部破坏之后发生的, 说明此时整个结构已进入完全塑性状态, 卸载前后变形较小。
节点2 在140% 设计荷载下发生破坏, 其破坏特征:
1) 同节点1, 受压端节点板平面外失稳, 节点板产生平面外大变形。支管未发生屈曲, 受压支管插板端部受弯断裂。
2) 节点板受压端部加劲肋发生轻微变形, 变形程度明显小于节点1。
2. 2 试验应变发展特性
2. 2. 1 节点1 应变发展特性
选取主管局部屈曲处和受压端板这两个典型破坏位置处应变, 绘制荷载应变图, 如图3 所示, 其中荷载选用主管荷载。Z1为主管局部屈曲处轴向应变, H1为径向应变, DY1为受压侧端板径向应变, DY2为环向应变。由图3 ( a) 可知, 端板径向应变DY1在6160 k N ( 80% 设计荷载) 时进入塑性发展, 测点的应变出现非线性变化, 表明测点附近已经进入了屈服阶段。当荷载继续增加, 测点均进入塑性, 达到8470 k N ( 110% 设计荷载) 时, 应变片破坏。端板环向应变在80% 荷载时开始呈现非线性发展, 达到110% 荷载阶段, 应变增长迅速, 之后环板发生较大变形, 应力应变重分布, 但达到110% 荷载后, 体系并未完全破坏, 节点仍能继续承载。由图3 ( b) 可知, 主管局部屈曲处应变在110% 荷载后开始进入塑性发展, 随着荷载的增加, 钢管节点迅速发生破坏, 节点达到极限承载状态, 极限承载力为10 110 k N ( 130% 设计荷载) 。
2. 2. 2 节点2 应变发展特性
荷载选用主管荷载, DY1为受压侧端板径向应变, DY2为环向应变, 主管荷载- 端板应变变化情况如图4 所示。
由图4 可知, 端板径向应变和环向应变在8470 k N ( 110% 设计荷载) 时进入塑性发展, 到支管插板发生断裂前, 一直处于塑性强化阶段, 应变未达到最大值。
2. 3 承载力变形特性
本试验利用非接触式应变测量系统对受压端节点板区域进行测量。该系统可对喷涂散斑区域进行全场3D分析, 可得到加载过程中节点板荷载- 节点板平面外位移发展特点如图5 所示。
由图5 可知, 节点1 在主管荷载达到6930 k N ( 90% 设计荷载) 时, 位移开始出现非线性发展, 由于平面外的弯矩存在, 致使节点板的失稳破坏加剧, 变形较大, 其承载能力随着节点板的破坏而快速消失, 极限承载力为10 110 k N ( 130% 设计荷载) 。节点2 在主管荷载达到7700 k N ( 100% 设计荷载) 时, 位移开始出现非线性发展, 在10 780 k N ( 140%设计荷载) 时, 平面外位移小于节点1, 端板厚度的增加能够有效地限制节点板平面外变形的开展。
3 节点承载力验算
对K型加肋管板节点, 《输电线路钢管塔构造设计规定》[9]提出了等效受力图, 如图6 所示。
同时提出了节点板承载力局部验算公式如下:
钢管节点局部承载力验算方法为
式中: KN为主材轴力对承载力的影响系数; N为施加在主管的轴向荷载; Ny为主管屈服荷载; C为加劲肋长度; D为主管管径; T为主管管厚; B为节点板长度; t为节点板厚; R为加劲肋宽度; tr为加劲肋厚度; f为钢管设计强度值。节点受压支管与主管夹角40°, 受拉支管与主管夹角64°, 达到极限承载力时, 主管荷载10 780 k N, 受压支管荷载1050 k N, 受拉支管荷载770 k N。
将相应数值代入式 ( 1) ~ ( 5) , 求得:
式中: M为节点破坏时的等效弯矩值; Mmax为通过规范计算求得的节点板所能承受的最大弯矩值。
经验算知, 节点破坏时的弯矩大于规范中规定的最大弯矩值, 规范《输电线路钢管塔构造设计规定》中给出的公式是安全的, 在一定程度上偏于保守。
4 结论
1) K型加肋节点破坏过程由受压端节点板及端板开始展开, 随着变形增大, 受压支管端部断裂, 节点板平面外失稳, 在设计时可考虑加强受压端支管插板连接强度, 换用传力无偏心的十字插板连接。
2) 加劲肋厚度增加5 mm, 节点极限承载力提高10% , 端部加劲肋厚度的增加能够减小节点板平面外位移, 加强主管壁刚度, 减小主管壁局部变形。
3) 规范《输电线路钢管塔构造设计规定》中给出关于K型加肋节点的局部承载力公式一定程度上偏于保守。
摘要：为了消除输电钢管塔中K型管板节点的环形加劲肋对其承载力的影响, 笔者以佛山电力设计院设计的2E4DZ1型四回路钢管塔带有环形加劲肋的K型管板节点连接方式为研究对象, 选取两个尺寸相同、环形加劲肋厚度不同的K型管板节点进行承载力试验研究, 通过试验得到该节点失效模式及应变、位移发展状况, 并对比分析不同环形加劲肋厚度对节点承载力的影响。试验结果表明, 10 mm厚环形加劲肋节点比5 mm厚节点承载力提高10%, 采用加厚环形加劲肋的方法可有效地提高K型管板节点极限承载力。
关键词：K型加肋节点,环形加劲肋,极限承载力,破坏模式
参考文献
[1]傅俊涛.大跨越钢管塔节点强度理论与试验研究[D].上海:同济大学, 2006.FU Juntao.Theoretical and experimental studies on ultimate strength of tubular joints applied for long-span steel towers[D].Shanghai:Tongji University, 2006.
[2]孙竹森, 程永锋, 张强, 等.输电线路钢管塔的推广与应用[J].电网技术, 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.
[3]龚泉, 肖立群.新型钢管塔的设计与应用研究[J].华东电力, 2009, 37 (8) :1265-1269.GONG Quan, XIAO Liqun.Review of the design and application of new steel-pipe tower[J].East China Electric Power, 2009, 37 (8) :1265-1269.
[4]KIM W B.Ultimate strength of tube-gusset plate connections considering eccentricity[J].Engineering Structures, 2001 (23) :1418-1426.
[5]余世策, 孙炳楠, 叶尹.高耸钢管结点极限承载力的试验研究与理论分析[J].工程力学, 2004, 21 (3) :155-161.YU Shice, SUN Bingnan, YE Yin.Experimental study and theoretical analysis of ultimate strength of steel tubular K-joints of tall towers[J].Engineering Mechanics, 2004, 21 (3) :155-161.
[6]鲍侃袁, 沈国辉, 孙炳楠, 等.高耸钢管塔K型结点极限承载力的试验研究与理论分析[J].工程力学, 2008, 25 (12) :114-122.BAO Kanyuan, SHEN Guohui, SUN Bingnan, et al.Experimental study and theoretical analysis of ultimate strength of steel tubular K-joints of tall towers[J].Engineering Mechanics, 2008, 25 (12) :114-122.
[7]李正良, 刘红军.输电塔钢管-插板连接节点板承载力研究[J].土木工程学报, 2011, 44 (增刊) :52-58.LI Zhengliang, LIU Hongjun.Study of ultimate strength of gussetplate steel tubular joint of transmission towers[J].2011, 44 (Supplement) :52-58.
[8]中华人民共和国建设部.GB50017-2003, 钢结构设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社, 2003.
K型节点 第5篇
本文选取了三组节点来分析钢管结构加强型K节点的力学性能, 每组分别选取主管和支管的尺寸相同的五个节点, 套管的尺寸不同, 并对各节点进行极限承载力的分析, 主管外宽分别为120 mm, 240 mm, 480 mm。支管外径分别为80 mm, 100 mm, 200 mm。取加强套管的长度和加强套管的厚度为变化值, 主要应考虑的参数为:节点主管的外宽与支管外径的比值β, 主管的外宽与主管的厚度的比值γ和主管的厚度与支管的厚度的比值τ, 主管的长度和加强套管的长度的比值L/l0, 主管的厚度与加强套管的厚度的比值T/t0, 在建模过程中同一组的主管的厚度和长度不变化。分析比较加强套管的几何参数进行变化时, 对钢管结构加强型K节点的力学性能的影响, 并与钢管结构普通K型节点的承载力性能进行比较。
2 主方支圆 (R—C) 有限元计算结果
本文共选取了三组节点来分析钢管结构加强型K节点的力学性能, 每组分别为五个节点, 每一组五个节点的弦杆和腹杆的尺寸都相同, 加强节点中加强套管的长度为l0, 加强套管的厚度t0是变化值, 同一组节点中β, γ, τ取相同值, 变化套管的长度l0, 套管的厚度t0, 即主管的长度和加强套管的长度的比值L/l0, 主管的厚度与加强套管的厚度的比值T/t0变化时, 分析加强型K节点的力学性能。比较钢管结构加强型K节点与钢管结构普通K节点承载力的变化, 并比较两种节点的破坏模式。同时比较分析在主管的长度和加强套管的长度的比值L/l0, 主管的厚度与加强套管的厚度的比值T/t0变化时对钢管结构加强型K节点破坏模式及承载力的影响, 比较得出其变化参数的优化值。变化参数L/l0, T/t0不同时钢管结构加强型K节点极限承载力计算结果见表1。
3 参数L/l0, T/t0对钢管结构加强型K节点的承载力影影响响
由表1可以得出, 在参数L/l0, T/t0不同, 节点承载力与位移也不同, 当主管厚度与加强套管厚度的比值T/t0是定值, 即节点加强套管的厚度尺寸是定值, 主管长度与加强套管长度的比值L/l0的值分别取5, 3.33, 2.5, 2, 1.67时, 也就是取主管长度分别为5, 3.33, 2.5, 2, 1.67倍的加强套管长度, 得出的最大应变与最大大应应力力之之间间的的关关系系。。当当节节点点加加强强套套管管的的厚厚度度尺尺寸寸是是定定值值时时, , 套套管管长度变大时承载力是呈增加的走势, 但是主管长度与加强套管长度的比值L/l0取2和1.67的时候, 加强套管长度变大时承载力不再跟随其变化, 当主管厚度与加强套管厚度的比值T/t0取1.0和1.1的时候, 主管的长度与加强套管的长度的比值L/l0取2的时候的承载力要大于取1.67时的承载力, 当主管厚度与加强套管厚度的比值T/t0为其他值时, 主管长度与加强套管长度的比值L/l0取2和1.67时的承载力差别不大, 如果考虑到用料的经济问题的话, 在加强套管长度选取上建议主管长度与加强套管长度的比值L/l0取2, 也就是主管长度是加强套管长度的2倍。
当参数主管长度与加强套管长度的比值L/l0为定值时, 即加强套管的长度l0为定值, 主管厚度与加强套管厚度的比值T/t0分别取1.67, 1.43, 1.25, 1.11, 1, 也就是取主管的厚度分别为1.67, 1.43, 1.25, 1.11, 1倍的加强套管的厚度, 对每组不同的主管的长度与加强套管的长度的比值L/l0的承载力取加权平均数, 最终得到当主管的厚度与加强套管的厚度的比值T/t0取1.43时候的承载力加权平均数最大, 为最优解。所以对于加强套管厚度t0来说, 本文建议取主管厚度与加强套管厚度的比值T/t0为1.43, 也就是主管厚度是加强套管的厚度的1.43倍。
参考文献
[1]武振宇, 陈鹏, 王渊阳.T型方管节点滞回性能的试验研究[J].土木工程学报, 2008, 41 (12) :8-13.
[2]杨文伟, 王秀丽, 庹磊峰.圆钢管KK型搭接节点内隐藏焊缝焊接与否有限元分析[J].宁夏大学学报 (自然科学版) , 2010, 31 (1) :61-65.
[3]王伟.圆钢管相贯节点非刚性性能及对结构整体行为的影响效应[D].上海:同济大学, 2005.
[4]陈以一, 王伟, 赵宪忠.钢结构体系中节点耗能能力研究进展与关键技术[J].建筑结构学报, 2010, 31 (6) :61-88.