330kv輸電塔架桁梁混合有限元分析

1風荷載作用下結構極限承載力稱重塔架是一個重要的生命線電能工程裝置。隨著電壓等級不斷提高,輸電線路塔架的高度和檔距也隨之增加,輸電塔架所受到的風荷載越來越大,而對于輸電塔架而言,除了自重及導地線荷載之外,風荷載是結構最重要的外荷載。尤其對直線塔而言,風荷載在所有荷載組成中所占的比重更大,因此對輸電塔結構在風荷載作用下結構的極限承載力深入研究顯得尤為重要,這樣才能更加準確地確定結構安全儲備值,這也直接影響著輸電線路的安全性和經濟性。作者選取了西寧地區(qū)一座330kv緊湊型輸電塔架為實例模型,利用有限元分析軟件ANSYS對其極限承載力進行分析,并描述了塔架在超載情況下結構的破壞過程。2kv東南角直塔在本文研究過程中,選取吉林地區(qū)一座單回路330kV緊湊型直線塔作為實例模型來研究輸電塔架。該塔呼稱高41m,總高44m,其三相導線呈倒三角形排列,單線圖及幾何尺寸如圖1所示。3塔架結構有限元分析1)ANSYS程序中的有限元模型采用ANSYS有限元分析軟件建立實例塔架的桁梁混合有限元力學模型,其中空間單元采用Beam188單元模擬,空間桿單元采用Link8模擬。模型中弦桿和主腹桿取為空間梁單元,次輔桿取為空間桿單元,沒有刪除任何輔助桿件,其中梁單元的截面方向嚴格按照設計施工圖中的布置來建模。該模型共用了616個節(jié)點和1454個單元,其中桿單元583個,梁單元871個。分析時考慮了幾何非線性和材料非線性。材料采用Q235鋼和Q345鋼,計算時兩種鋼材均采用了材性試驗實測的材料彈性模值E和屈服強度值(E=2.06×105MPa,fy=235MPa,fu=375MPa;E=2.06×105MPa,fy=345MPa,fu=510MPa),材料假定為彈塑性材料,服從Von-Mises屈服準則,材料塑性按多線性等向強化考慮(如圖2、圖3所示),將牛頓-拉斐遜(Newton-Raphson)和線性搜索技術(LineSearch)、應用預測(Predictor)自適應下降(AdaptiveDescent)等加速收斂技術有機結合,建立非線性平衡求解方法。收斂準則為位移及不平衡節(jié)點力收效準則。2)加載方法為了計算塔架的整體穩(wěn)定承載力,本模型采用增量加載方式,在設計荷載的基礎上繼續(xù)在各個加載點上施加荷載,所有加載節(jié)點Z方向的荷載保持不變,X,Y方向的荷載以線性方式按比例增加,直到鐵塔破壞,程序無法收斂為止。這時候結構所能承擔的最大荷載即可認為是塔架的穩(wěn)定極限荷載,它以設計荷載的倍數形式出現。即為n·Pd,n為荷載倍數,Pd為設計荷載。4塔架強度破壞與塑性應變的過程分析1)塔架頂點全過程位移分析從圖4中可以看出,結構的頂點荷載步-位移曲線與前面定義的鋼材應力應變曲線很相似。結構在不斷增加的荷載作用下,表現出明顯的彈性和塑性性質。仔細分析發(fā)現,結構在荷載步2.98Pd作用以前,荷載與位移基本上成一條直線,結構由此可分為彈性和屈服階段。彈性階段從荷載步0Pd~2.98Pd,在這個階段,荷載與變形基本成正比變化,符合虎克定律,在圖中近似表現為一條斜直線。從后面的主材受力可以看出,結構的桿件沒有發(fā)生屈服,可以認為結構在2.98Pd荷載步是達到整體彈性荷載。屈服階段從荷載步2.98Pd~3.11Pd,在這個階段,作用在結構上的荷載與變形不成正比變化,位移在小增量荷載作用下迅速變大,結構的塑性性質非常明顯。從主材受力表(見表2)可以看出,塔架的某些桿件已經達到或超過屈服強度,當達到3.11Pd時,計算已不能收斂,說明結構的整體剛度發(fā)生變化,結構整體喪失穩(wěn)定承載力而破壞。因此,可以認為塔架結構在該荷載工況下的極限承載力為3.11Pd,此時頂點的總位移為0.91m。2)塔架強度破壞與塑性變形全過程描述從受拉應力、應變表(見表2、表3)可以看出:在荷載步2.98Pd時,受拉主材沒有出現超過材料屈服應力的情況。此時的最大拉應力為330.2MPa。在荷載步2.99Pd時,桿件263和桿件264的應力超過材料屈服應力,分別為347.8MPa、346.9MPa。同時,它們依次出現塑性變形,最大塑性應變出現在桿件263處,應變值為4.0e-5。在荷載步3.10Pd時,大部分受拉主材的應力超過材料屈服應力,最大值為357.9MPa,出現在桿件263處。同時,有更多受拉主材出現塑性應變,最大塑性應變桿件仍然是263,應變值為4.6e-3。在荷載步3.11Pd時,下曲臂以下幾乎所有受拉主材的應力超過屈服應力,最大應力值為365.4MPa,出現在桿件264處。此時,幾乎所有的受拉主材也出現了塑性應變,最大塑性應變值為2.0e-2,出現在263和264處。由此可知,在該荷載工況下,桿件263和264是受拉主材中最危險桿件。從受壓應力、應變表(見表4、表5)可以看出:在荷載步2.98Pd時,受壓主材沒有出現超過材料屈服應力的情況,結構處于完全彈性工作階段。此時的最大壓應力為340MPa。在荷載步2.99Pd時,桿件271和272的應力超過材料屈服應力,分別為351.4MPa和350.3MPa,并且產生了塑性應變,其值分別為-4.1e-4和-3.6e-4,說明這兩根桿件已開始失穩(wěn)。此時結構的整體剛度發(fā)生變化,但由于考慮了幾何非線性,結構模型仍然能夠繼續(xù)計算。在荷載步3.10Pd時,有越來越多桿件的應力超過材料的屈服應力并進入塑性階段,最大的應力366.2MPa,最大的塑性應變?yōu)?2.0e-2,發(fā)生的桿件為271,和其剛開始失穩(wěn)時的塑性應變相比,其值約增大了200倍。在結構破壞荷載3.11Pd時,下曲臂以下的幾乎所有受拉主材超過屈服應力和出現塑性應變,此時還是271桿件的應力和塑性應變最大,分別為370.4MPa和-3.2e-2。同時桿件開始失穩(wěn)破壞,導致結構整體剛度出現奇異,結構在下一個荷載步中結構整體失穩(wěn)破壞,計算無法收斂。5極限荷載通過對塔架結構在0°大風工況下