施工孔對試驗塔承載力影響研究分析

王松濤，夏 謙，吳海兵

（中國電力工程顧問集團中南電力設計院有限公司，湖北 武漢430071）

0 引言

角鋼構件廣泛應用于輸電塔結構中，失穩(wěn)是其主要破壞模式。由于缺陷的客觀存在，角鋼的失穩(wěn)呈極值型，我國鋼結構設計標準［1］（GB50017-2017，以下簡稱“鋼標”）中，考慮了1/1 000 桿長的初彎曲和殘余應力兩種缺陷對壓桿穩(wěn)定承載力的影響。

但在輸電鐵塔角鋼構件上除了上述兩種缺陷，還可能存在輔助抱桿孔、接地孔等孔洞缺陷。此外，在既有線路的改造加固項目中，也可能因改變節(jié)間布置而導致原構件節(jié)點上的約束孔變?yōu)榉羌s束孔。

目前，國內外鋼結構設計相關規(guī)范［1，6］僅考慮孔洞缺陷對角鋼構件強度的削弱，而忽視了其對構件受壓穩(wěn)定承載力的影響。冷彎薄壁型鋼領域雖有相關研究，但由于冷彎薄壁型鋼與軋制型鋼的屈曲模式不大相同，其研究結論無法直接應用［7-8］。

某工程鐵塔進行真型試驗時，由于輔助抱桿孔位置加工錯誤，鐵塔主材構件在輔助抱桿孔處率先發(fā)生屈曲破壞，從而導致鐵塔整體倒塌。

本文借助有限元軟件ANSYS，對開圓孔單角鋼構件進行了數(shù)值分析，結果表明：由于試驗孔位相對設計孔位的偏移，導致構件的承載力下降了約12%，是導致試驗塔提前破壞的直接原因。

1 試驗塔情況

1.1 工程設計概況

某輸電線路工程設計風速為160 km/h（10 m高3 s陣風），極導線采用四分裂鋼芯鋁絞線4×JL1/G3A-1250/70，對于靠近沿海地區(qū)，考慮導線防腐要求，采用四分裂鋁合金芯鋁絞線4×JL1/LHA1-800/550，兩根地線均采用24 芯光纖復合架空地線（OPGW-120），鐵塔采用格構自立式鐵塔。桿塔設計采用ASCE 74美國輸電線路結構荷載導則和ASCE 10 美國輸電線路結構規(guī)范。

本次試驗塔設計使用條件為：水平檔距480 m，垂直檔距600 m。試驗塔呼高為54 m，試驗工況共7 個，如表1所示，其中工況7為超載工況。

表1 鐵塔試驗工況Table 1 Tower test conditions

圖1 某工程真型試驗塔Fig.1 Tower test of a certain project

1.2 真型塔試驗情況

真型試驗塔順利通過了工況1：斷左地線；工況2：斷左導線；工況3：右導線吊裝；工況4：右導線錨線。

在進行第5 個試驗工況：90 度風（最小垂直檔距）試驗時，在50%-75%-90%-95%加載階段一切正常，100%加載持續(xù)17 s，第10段從上向下第一個節(jié)間D腿塔身主材與線路垂直的角鋼肢率先發(fā)生屈曲破壞，從而導致鐵塔整體倒塌。

試驗結束后，對破壞位置的檢查發(fā)現(xiàn)，第10 段C，D腿塔身主材均在輔助抱桿螺栓孔截面處發(fā)生了不同程度的撕裂。

圖2 第10段塔身D腿主材率先屈曲破壞Fig.2 Buckling failure of leg D of the 10th tower section

圖3 鐵塔整體倒塌Fig.3 Global collapse of tower

圖4 D腿的破壞位置Fig.4 Location of failure on leg D

1.3 破壞構件分析

1.3.1 破壞構件理論承載力分析

根據tower 軟件計算結果表明：在90度風（最小垂直檔距）工況下，進行100%加載時，破壞點應力比（應力與屈服強度比值）為80.5%，塔腿應力比為81.3%。

根據試驗塔構件實測屈服強度，破壞點和塔腿鋼材屈服強度分別為463 MPa和463 MPa，在90度風（最小垂直檔距）工況下，對應的應力比分別為73.0%和74.5%。

圖5 C腿的破壞位置Fig.5 Location of failure on leg C

根據塔腿應變片結果表明：應變約為1 749×10-6，可計算出塔腿應力約為349.8 MPa，應力比分別為83.3%（屈服強度取420 MPa）和75.5%（屈服強度取463 MPa）。實測數(shù)據與理論計算結果吻合較好。

在90 度風（最小垂直檔距）工況下，進行100%加載時，破壞構件安全裕度分別為19.5%（屈服強度取420 MPa）和27.0%（屈服強度取463 MPa）。理論計算結果表明，該構件不會發(fā)生屈服破壞。

1.3.2 破壞構件實測數(shù)據分析

通過試驗塔現(xiàn)場觀察發(fā)現(xiàn)，第10 段塔身主材（受壓的CD 腿）均在輔助抱桿螺栓孔附近發(fā)生破壞，如圖4～圖5 所示。破壞點主材規(guī)格為L160X14，材質為Q420。試驗卸載后，為了查明破壞原因，現(xiàn)場第一時間對破壞點進行了如下工作：

1)現(xiàn)場選取破壞構件的不同位置進行測量，平厚度和肢寬符合圖紙要求；

2）如圖6 所示，破壞點附近塔身輔助抱桿螺栓孔中心到角鋼肢背的距離為：126.6 mm，孔徑25 mm，螺孔中心到肢背的距離與施工圖94 mm不一致。輔助抱桿螺栓孔到角鋼肢尖的凈邊距僅20.6 mm，遠遠小于施工圖中設計的凈邊距。

圖6 抱桿孔位置詳圖Fig.6 Holes for construction on construction drawings

綜上所述，輔助抱桿的實際螺栓孔中心到角鋼肢尖的凈距僅為設計凈距的50.6%，遠小于設計凈距，造成靠近螺孔的肢尖部位產生較大的應力集中。

2 有限元計算

2.1 有限元模型

模型采用三維8節(jié)點實體單元SOLID185建模，該單元可考慮彈塑性和大變形，適用于存在局部開孔等特殊構造的精細化有限元分析。材料本構采用理想彈塑性模型，彈性模量取E=206 GPa。為模擬構件的兩端鉸接約束，采用多點約束（MPC）技術，在模型兩端各添加一個參考點，分別與角鋼兩端截面耦合，約束和荷載均施加在相應的參考點上［9］。

模型按照破壞構件的實際尺寸建模，構件截面規(guī)格L160X14（為便于計算，構件截面未考慮肢背和肢尖處的圓弧倒角），長度為1 313 mm，螺孔直徑取25 mm，最上端孔距加載端345 mm，孔中心距為80 mm，殘余應力和初彎曲等構件初始缺陷由于無法準確量得，在本模型中未考慮。有限元模型如圖7 所示，為盡可能準確地模擬孔邊的應力狀態(tài)，對開孔局部進行了網格加密［10］。

圖7 有限元模型網格劃分Fig.7 Grid partition of the finite element model

2.2 試驗荷載加載分析

模型加載值取構件承受的理論試驗荷載F=1 332 kN，分別取屈服強度Fy=420 MPa 和460 MPa，孔位為試驗孔位和設計孔位分別進行計算。

試驗孔位和設計孔位條件下構件的有限元應力分布云圖分別如圖8所示。

可見，試驗孔位條件下（圖8），由于螺孔邊緣距角鋼肢尖僅20.6 mm，兩種屈服強度情況下，孔邊應力集中效應均已擴散到肢尖處，致使孔邊到肢尖部分截面率先進入塑性區(qū)，構件剛度急劇降低，在開孔截面處產生較大變形。其中，F(xiàn)y=420 MPa 時，構件未加載到100%即提前發(fā)生了破壞。

由圖8（b）可見，圓孔邊的應力塑性點率先在圓孔垂直荷載方向的象限點上產生，繼而向外呈約45°角擴展的趨勢，若孔邊距過小，則可能導致整個孔邊距范圍全部進入塑性階段。

圖8 試驗荷載作用下構件應力云圖(試驗孔位)Fig.8 Cloud picture of stress distribution under ultimate bearing capacity for test hole

圖9 試驗荷載作用下構件應力云圖(設計孔位)Fig.9 Cloud picture of stress distribution under ultimate bearing capacity for design hole

而在設計孔位條件下（圖9），雖然孔邊應力集中效應同樣存在，但由于螺孔距肢尖比試驗孔位要大，孔邊應力集中塑性區(qū)僅集中在構件彎曲主軸附近的孔邊小范圍內，構件邊緣并未因為應力集中而進入塑性狀態(tài)，對構件剛度削弱有限，構件應力分布相對均勻，總體變形也更小。

2.3 極限承載力分析

為進一步考量開孔位置對構件極限承載力的影響，分別取屈服強度Fy=460 MPa 和420 MPa，對比分析了無開孔，按試驗孔位和設計孔位開孔的構件極限承載力，結果如表2。

可見，無開孔構件的有限元計算極限承載力比美標承載力高約2%，鑒于本次模擬忽略了構件中可能存在的初始殘余應力等缺陷，可以認為模型計算結果較為準確。

由表2可知，由于試驗孔位相對設計孔位的偏移，導致構件的承載力下降了約12%。

表2 不同螺孔位置下構件的極限承載力Table 2 Ultimate bearing capacity of member with different hole positions

各模型極限承載力情況下的應力云圖及荷載-位移曲線如圖10-圖12所示。

由圖10 可見，試驗孔位條件下，孔邊應力集中效應導致圓孔周邊部分截面率先進入塑性屈服階段，而由于螺孔距角鋼肢尖較近，應力得不到充分的重分布，構件承載力難以充分發(fā)揮。其中，孔邊到肢尖部分截面的率先屈服導致開孔處截面的剛度降低，變形增大，最終在開孔截面處發(fā)生彎曲失穩(wěn)，這與試驗觀察到的失穩(wěn)模式比較吻合。

圖10 構件極限承載力分析(試驗孔位)Fig.10 Analysis of ultimate bearing capacity of components（with test hole）

圖11 構件極限承載力分析(設計孔位)Fig.11 Analysis of ultimate bearing capacity of components（with design hole）

圖12 構件極限承載力分析(無開孔)Fig.12 Analysis of ultimate bearing capacity of components（with no hole）

而在設計孔位條件下（圖11），雖然孔邊同樣存在應力集中效應，但由于圓孔靠近構件彎曲主軸，孔邊應力集中導致的單元率先屈服對截面剛度削弱不大，構件失穩(wěn)時整體應力重分布較為充分，其極限承載力大于試驗孔位構件。

而對于無開孔的構件（圖12），構件呈繞最小軸的彎曲失穩(wěn)，且位移最大點在中間截面，失穩(wěn)時整個構件肢尖大部分進入塑性，其承載力得到充分發(fā)揮，其承載力也最高。

3 結語

有限元分析結果表明，試驗塔破壞構件螺孔外邊緣距角鋼肢尖距離僅20.6 mm，導致壓力作用下，孔邊的應力集中效應顯著，孔邊到角鋼肢尖范圍內截面率先進入塑性屈服階段，使構件整體剛度降低，承載力相應降低，是導致試驗塔提前破壞的主要原因。

設計中建議盡量避免對受壓構件開施工孔，否則應驗算其穩(wěn)定承載力，并盡量使開孔遠離肢尖并靠近節(jié)點。