Q420等邊角鋼輸電塔腿軸壓試驗研究及數值分析

孫立建， 劉云賀， 王媛， 張小剛， 張文靜

(1.西安理工大學 土木建筑工程學院，陜西 西安 710048；2.西安理工大學 水利水電學院，陜西 西安 710048)

Q420等邊角鋼輸電塔腿軸壓試驗研究及數值分析

孫立建1， 劉云賀1， 王媛2， 張小剛2， 張文靜1

(1.西安理工大學 土木建筑工程學院，陜西 西安 710048；2.西安理工大學 水利水電學院，陜西 西安 710048)

為充分認識Q420高強角鋼在實際輸電塔架中的受力性能，對使用Q420高強角鋼作為輸電塔架塔腿的子結構進行了抗壓試驗研究。本文基于試驗研究成果，考慮了試件加工及試件安裝的初始缺陷對Q420高強角鋼的影響，對塔腿子結構進行了有限元數值分析研究，系統探討了塔腿子結構中Q420等邊角鋼的應力分布、變形特征與破壞模式、極限承載力等指標。研究結果表明：數值分析結果與試驗結果具有很好的吻合程度，尤其在承載力方面，兩者相差僅5%～10%；子結構中的高強角鋼受壓后均呈現出彎扭的失穩形式，且承載力遠高于GB50017-2003《鋼結構設計規范》限值，建議輸電塔設計時考慮整體效應對Q420高強角鋼承載力的影響。

高強角鋼；輸電塔；子結構；極限承載力；數值分析

繼我國在750 kV輸電線路塔架中成功采用Q420高強鋼后，在電網建設和特高壓電網建設中，更大范圍地使用高強鋼已成為共識[1]。由于高強度鋼材鋼結構具有受力性能好、結構可靠性高、工程成本低以及利于環境保護等多方面的顯著優勢[2]，因此高強度鋼材鋼結構的應用前景十分廣闊。

目前國內外學者對高強鋼材進行了大量的研究[3]，文獻[4]進行了不同長細比、不同端部約束條件、有無荷載初偏心條件下Q690高強鋼名義屈服應力的測試試驗，并擬合出一條適合箱型柱名義屈服應力取值的曲線。文獻[5]對S690和S960兩種超高強度結構鋼固定約束下軸心受壓試驗的整體屈曲行為進行了研究，為完成屈曲的設計方法和超高強度鋼柱理論提供試驗依據。文獻[6]～[8]基于試驗和有限元分析，系統研究了構件幾何初始缺陷、殘余應力和鋼材屈強比等對Q420等邊角鋼軸壓構件整體受力性能的影響，并分析了已有設計方法的適用性。但將高強角鋼作為主桿設計在實際輸電鐵塔塔腿結構中，并考慮子結構的整體效應，這方面的研究成果較少[9]。文獻[10]在輸電塔結構極限承載力試驗研究和有限元數值分析的基礎上，分析了不同長細比、不同端部約束條件下Q460等邊角鋼的應力分布、失穩模式、極限承載力等，為Q460高強角鋼的規范編制和工程應用提供基礎試驗素材。

本文在Q420高強角鋼輸電塔腿子結構抗壓試驗研究基礎上，對試驗試件進行了有限元分析，系統探討了三種不同主桿節間長細比子結構的應力分布、變形特征與破壞模式、極限承載力等指標。根據數值分析結果與試驗結果的對比，明確了Q420等邊角鋼在實際輸電塔結構中的受力性能、失穩形態及極限承載力等，并驗證數值分析結果的準確性和可行性，為其在實際工程設計中借助數值分析方法提供基礎依據。

1 試驗概況

1.1 試件設計

為研究Q420等邊角鋼在真實輸電塔結構中的受力性能和極限承載力，對取自實際輸電鐵塔工程中類似于輸電塔架塔腿的立體三角形桁架模型進行了抗壓試驗研究。試驗子結構主桿選用L125×8規格的Q420等邊角鋼，斜桿、腹桿選用Q235各型號角鋼，每組試件設計3個，所有試件均在試驗室現場拼接完成。設計主桿長度為3.20 m、2.45 m、1.70 m三種規格，腹桿將主桿等分為三等份，其節間長度分別為1 000 mm、750 mm、500 mm。對試件進行統一編號，如ZL125×8-500，Z表示子結構，L125×8表示高強角鋼規格，500為子結構中主桿節間長度。連接螺栓為直徑M16的鍍鋅粗制螺栓，螺栓強度等級6.8，螺栓孔徑為18 mm[9]。其試件構造形式如圖1所示。

1.2 試驗裝置

試件組裝完成后，將其放置在500t長柱試驗機上。安裝時，將子結構主桿質心位置與長柱試驗機加載中心對應，即進行精確地對中操作，以實現結構軸心受壓的效果。試驗時，豎向荷載由長柱試驗機施加。試驗裝置見圖2。

1.3 加載方案

試驗荷載分階段按級施加。第一階段，荷載加載至預算極限荷載的50%，每級加載值取破壞荷載的10%；第二階段，荷載加載至預算極限荷載的80%，每級加載值取破壞荷載的5%；第三階段，荷載加載至預算極限荷載的80%后，每級加載值調整為2%。每級均持荷為1 min，觀察采集儀讀數，當荷載下降至極限荷載的80%時，認為試件達到破壞狀態。

2 有限元分析

2.1 有限元模型建立

為了對輸電塔塔腿子結構進行數值分析，對圖1所示的的結構進行了三維有限元離散，所有構件均采用三維實體單元建模。在有限元模型中，y軸為子結構主桿長度方向，x軸和z軸分別為主桿截面兩肢方向，如圖3(c)所示。對子結構主桿及連接螺栓指定了較細的網格密度，對斜桿、腹桿、連接板和端板等構件的網格尺寸適當放大。模型中共劃分49 873個節點，30 152個單元，網格劃分結果見圖3。

材性試驗測得鋼材的屈服強度平均值為462.4 MPa，極限強度平均值為601.5 MPa，強屈比為1.30，彈性模量為2.01×105MPa，伸長率23.93%。有限元分析時，鋼材的本構關系采用雙線性等向強化模型，并采用Von Mises屈服準則。

2.2 邊界條件

為了真實模擬試驗，對有限元模型施加軸向荷載，并約束加載端板的兩個平動自由度Ux、Uz和上端板的三個平動自由度Ux、Uy、Uz，為鉸接邊界約束；在各個連接節點處，各構件在螺栓的相應位置切削成圓孔，圓孔內表面與螺栓的栓桿面一一對應，設為綁定連接約束。邊界約束見圖3(c)。

2.3 分析方法

有限元分析計算過程分兩步。第一步，進行結構的特征值屈曲分析，底部施加單位壓力荷載，使用子空間特征值求解器，得到結構在豎向荷載作用下的屈曲模態。第二步，將第一屈曲模態的1/1 000作為結構的初始缺陷施加在模型上[10]，底部荷載改為單位位移，采用修正的弧長法，并考慮材料非線性、幾何非線性的影響，進行后屈曲分析。

3 結果對比分析

3.1 應力分析

通過對三種不同主桿節間長細比子結構進行數值分析，結果顯示：斜桿、腹桿、連接板等構件的應力值均較??；高強角鋼主桿的底跨及上部與端板連接處應力值較大，與試驗結果吻合較好。三種子結構的應力分析結果如表1所示。

其中，主桿的極限承載力為高強角鋼主桿的應力最大值與角鋼實際截面面積的乘積，有限元計算值取荷載-位移曲線對應的荷載最大值。試驗及有限元分析的荷載-位移曲線見3.3節。

ZL125×8-1000、ZL125×8-750、ZL125×8-500子結構的應力云圖詳見圖4～6，圖中應力的單位為MPa。

3.2 變形特征與破壞模式

1) 彎扭失穩計算理論

如圖7所示，等邊單角鋼的彎扭失穩臨界荷載[11]為：

(1)

(2)

λw=4.9b/t=76.56

(3)

式中，Nyw為角鋼的彎扭失穩臨界荷載,E為鋼材的彈性模量,A為角鋼的截面面積,λyw為角鋼繞y軸彎扭屈曲換算長細比,λw為角鋼扭轉屈曲換算長細比,λy為角鋼對y軸的長細比,b為角鋼的邊寬度,t為角鋼的邊厚度。

由λyw的計算公式可知，λyw不小于λw和λy。說明角鋼受力時不會發生繞y軸的彎曲屈曲，也不會發生扭轉屈曲，只會發生繞x軸的彎曲屈曲或繞y軸的彎扭屈曲，具體要比較λyw與λx的大小而定。子結構主桿角鋼的彎扭失穩臨界荷載計算結果如表2所示，其中長細比均為主桿節間長細比。

通過以上計算結果可以發現，理論上三種子結構主桿的破壞模式均為繞y軸發生彎扭屈曲，且彎扭失穩臨界荷載相差不大。

2)變形對比分析

圖8～10表示試驗和有限元分析的變形結果對比。由圖8～10(圖中變形的單位為mm)可以看出：三種主桿節間長細比子結構的斜桿與腹桿的變形基本對稱，且從主桿肢背到子結構最前端，變形逐漸增大，說明結構發生了繞主桿最小軸(x軸)的彎曲失穩。

另外，ZL125×8-1000子結構在主桿底跨靠近加載端處，主桿局部扭曲嚴重，說明結構既發生了繞主桿最小軸的彎曲失穩，又產生了局部扭轉變形，失穩形態明顯，有限元分析變形與試驗變形基本相同。

ZL125×8-750、ZL125×8-500子結構的斜桿與腹桿右端變形略大于左端，且ZL125×8-750子結構在主桿底跨靠近加載端處，左肢向內彎曲，右肢向外張開；ZL125×8-500子結構在主桿底跨中部，左肢向內彎曲，右肢向外張開，并向上延伸到中跨，說明兩種結構既發生了繞主桿最小軸的彎曲失穩，又產生了整體扭轉變形，失穩形態明顯，有限元分析變形與試驗變形基本相同。

三種主桿節間長細比子結構的主桿的最終破壞模式均為彎扭失穩，試驗結果與理論計算相吻合。

3.3 主桿承載力分析

ZL125×8-1000、ZL125×8-750、ZL125×8-500子結構的軸線間長度分別為1 000 mm、750 mm、500 mm，將其換算為節間長細比，分別為40、30、20。根據GB50017-2003《鋼結構設計規范》[12]，將子結構的主桿承載力試驗值分別與長細比為40、30、20的單根角鋼理論值進行對比，結果見表3。子結構試驗與數值分析的荷載-位移曲線如圖11所示。

注：PE為試驗值；PT為GB50017-2003《鋼結構設計規范》的限值；PA為有限元計算值。

由表3及圖11對比結果可知以下幾點。

1) 從開始加載到達到最大承載力的整個過程中，有限元分析的荷載-位移曲線基本按線性增加，異于試驗的荷載-位移曲線斜率先增大后減小的趨勢，且子結構破壞時對應的豎向位移值均比試驗值小1～2 mm。這是因為有限元分析時，各構件形狀、連接約束、邊界約束等都是理想情況，即使考慮了結構1/1 000的初始缺陷，仍異于試驗實際狀態。

2) Q420高強角鋼子結構極限承載力試驗值和有限元計算值均高于GB50017-2003《鋼結構設計規范》的限值，且隨著主桿節間長度的減小，高出的幅度也在增加。對主桿節間長細比為20的子結構，相差5%左右；對主桿節間長細比為40的子結構，相差10%左右。

3) 建議輸電塔設計時，應考慮輔材對Q420高

強角鋼主桿承載力產生的整體效應影響。綜合試驗值和有限元計算值，對于主桿節間長細比為20～40的子結構，其主桿承載力取對應長細比單根角鋼理論值的1.1～1.5倍，且隨著主桿節間長度的增大，高出的幅度相應降低。

4 結 語

1) 通過輸電塔腿子結構抗壓試驗研究可得，Q420等邊角鋼極限承載力高于GB50017-2003《鋼結構設計規范》的限值，建議輸電塔設計時應考慮輔材對Q420高強角鋼主桿承載力產生的整體效應影響。

2) 有限元分析時，各構件形狀、連接約束、邊界約束等都是理想情況，異于試驗實際試件加工、組裝、對中等過程中產生的初始缺陷，有限元計算值略高于試驗值，但相差不大。

3) 在整個試驗過程中，輔材的變形及應力值均較小，而主桿角鋼最終的破壞模式與理論計算結果相同，說明試驗中對于主材的選擇、試件的組合設計及試驗加載方案等都是合理的。

4) 輸電塔腿主桿角鋼的有限元分析結果與試驗和理論計算結果吻合較好，從而驗證了數值分析方法的正確性。因此，對于其它主桿節間長細比子結構的設計，可以借助數值分析的方法對其受力性能進行分析。

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(責任編輯 周蓓)

Experimental and numerical investigation of axial compression Q420 equal angle steel legs for transmission tower

SUN Lijian1， LIU Yunhe1， WANG Yuan2， ZHANG Xiaogang2， ZHANG Wenjing1

(1. Faculty of Civil Engineering and Architecture，Xi’an University of Technology，Xi’an 710048，China；2.Faculty of Water Resources and Hydroelectric Engineering，Xi’an University of Technology，Xi’an 710048，China)

In order to fully investigate into the mechanical behavior of Q420 high strength angle steel in the actual transmission tower, the compression test research is conducted on Q420 high strength angle steel as the substructure of legs for transmission tower. On the basis of the test results, the influence of the initial defects of the test specimen during the process and installation to Q420 high strength angle steel is taken into consideration, and the finite element numerical analysis research is made of the substructure of legs for transmission tower. Such indexes as the stress distribution, deformation behaviors, failure mode and limit bearing capacity of Q420 equal angle steel in tower legs structure are systematically discussed. The research results indicate that numerical analysis results are found to be in good coincidence with test results. Particularly in bearing capacity, there is only 5%～10% of differences between the both. The high strength angle steels in substructure appear to be bending torsional buckling, and their bearing capacity is much higher than the limit values set in《Code for design of steel structures》(GB50017-2003). Accordingly, it is suggested that when transmission tower is designed, the overall effect upon the bearing capacity of Q420 high strength angle steel be taken into account.

high strength angle steel； transmission tower； substructure； ultimate bearing capacity； numerical analysis

1006-4710(2015)02-0225-06

2014-11-25

國家自然科學基金資助項目(51308454)；陜西省自然科學基金資助項目(2013JQ7006)；陜西省教育廳自然科學專項資助項目(2013JK0967)。

孫立建，男，碩士生，研究方向為結構工程。E-mail：sunlijian152893@163.com。

劉云賀，男，教授，博導，博士，研究方向為結構抗震、防震減災等。E-mail：liuyunhe1968@163.com。

TU391

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