中外荷載規(guī)范下有限元軟件對通信單管塔分析

李 剛 陳太平

(南京基久網(wǎng)絡科技有限公司，江蘇 南京 211800)

1 概述

通信鐵塔是我們生活中最常見的鐵塔結構，鐵塔結構為通信覆蓋和網(wǎng)絡的發(fā)展提供了很大便利。不同于輸電線路上的輸電鐵塔，通信鐵塔在建設上和使用上一般是獨立的，不依賴于除支撐它的基礎外的其他周圍環(huán)境。占地面積較小，塔身高度較高，應用上非常便利，應用非常廣泛，是目前通信覆蓋最主要的配套設施。

通信鐵塔作為網(wǎng)絡信號覆蓋的關鍵設施，通信鐵塔的結構特點為有較高的高度、較輕的自身重量、較小的剛度以及細長的外形。這些結構特點決定了通信鐵塔的控制荷載為風荷載。

通常的鐵塔設計是根據(jù)規(guī)范規(guī)定的基于概率論的承載能力極限狀態(tài)設計方法，保證了結構可靠度的要求。本文在常規(guī)設計的基礎上，分析鐵塔結構的承載能力，考慮在充分利用材料性能的基礎上，結構所能承受的最大荷載，以及所能承受的最大荷載與常規(guī)設計荷載的偏差。在此基礎上，分析結構破壞狀態(tài)時的形態(tài)，破壞時的局部應力應變，全方位的分析單管塔結構在極限狀態(tài)下的情況。

2 模型選取及建模過程

2.1 原型結構模型介紹

為了利用有限元軟件對鐵塔結構進行分析，本文選用了《通信鐵塔標準圖集V1.3》中編號為DGT(Z)-30-0.35-3ZJ的鐵塔作為分析模型。此模型為30 m單管通信鐵塔，設計基本風壓為0.35 kN/m，包含三層支架，每層支架上掛載3付通信天線和3付對應的RRU設備，掛高分別為28.5 m,24.5 m和21 m。塔身結構分三段拼裝，分段結構信息見表1。

表1 塔身分段信息

2.2 SAP2000單管塔模型建模過程

SAP2000軟件是常用的結構設計軟件，常用來進行結構的有限元分析。模型中采用變截面單元模擬鋼結構鐵塔桿體單元，為考慮不同段桿體壁厚的不同，采用三段構件拼裝成整個鐵塔桿體。

鐵塔桿體材料選用國家標準鋼材Q345B，材料的設計強度為305 MPa，彈性模量為2×105MPa，泊松比為0.3；桿身采用結構自動分段方法劃分分析網(wǎng)格。

2.3 ABAQUS單管塔模型建模過程

不同于SAP2000軟件的結構設計過程，ABAQUS軟件對個別部位和特殊截面的應力應變分析，ABAQUS軟件中同樣采用三段構件拼裝成整個鐵塔桿體，每段鋼構件均采用鋼材鋼管。

ABAQUS軟件需要自行定義材料本構，本文定義鋼材本構為理想線彈性模型，為了與SAP2000模型分析結構對比，ABAQUS本構定義屈服強度為305 MPa，彈性模量為2×105MPa，泊松比為0.3。

模型采用三維六面體減縮實體單元C3D8R，該單元為各向同性的，符合鋼材的受力性能。為了精確的分析結構特殊部位和截面的性能，網(wǎng)格大小為50 mm，單管塔分析模型見圖1。

模型建完后，根據(jù)相應《建筑結構荷載規(guī)范》的相應規(guī)定，計算塔身所掛設備所受到的風荷載和重力荷載，施加在鐵塔相應的位置處，經(jīng)計算得到的風荷載和重力荷載如表2所示。

表2 塔身施加荷載標準值

3 模型分析結果對比

3.1 SAP2000模型計算結果

通過SAP2000模型的分析，得出了結構模型的計算結果，包括軸力、剪力、彎矩，以及塔頂位移值。結構內(nèi)力圖見圖2，塔底內(nèi)力值見表3，塔底軸力值為33.57 kN，塔底剪力值為11.68 kN，塔底彎矩值297.3 kN·m；塔頂位移值為629 mm。

表3 塔腳內(nèi)力標準值

3.2 ABAQUS模型計算結果

通過ABAQUS軟件對鐵塔結構的有限元分析，得到了鐵塔結構模型的應力云圖和塔身內(nèi)力值，見圖3，包括軸力、剪力、彎矩和塔頂位移值。塔底內(nèi)力值匯總于表3，塔底軸力值為35.60 kN，塔底剪力值11.69 kN，塔底彎矩值293.6 kN·m；塔頂位移值為645 mm。

從表3中可以看出，兩種模型的鐵塔內(nèi)力值相差不大，剪力、彎矩、位移值相對偏差都在5%以內(nèi)，軸力相對偏差為6.05%，也在合力范圍之內(nèi)。說明兩種模型在鐵塔分析結果上基本相同，相互驗證了兩種模型的準確性。

4 承載能力分析計算

一般的鐵塔設計是基于概率論為基礎的極限狀態(tài)設計方法，采用分項系數(shù)法考慮結構的可靠性能。結構的可靠度要求使得鐵塔材料的性能沒能充分的利用，本文根據(jù)鋼材的標準強度值，研究鐵塔的實際承載能力。

本文研究鐵塔采用Q345B鋼材，材料屈服強度標準值345 MPa，強屈比按照規(guī)范要求的1.25取值及受拉強度標準值為431 MPa。

材料本構關系采用線性強化模型，考慮到極限狀態(tài)下鋼材會發(fā)生斷裂，鋼筋單軸應力應變曲線采用如圖4所示的本構。

4.1 承載能力分析計算

圖5為單管塔承載能力分析結果圖，從圖5a)中可以看出，此結構的應力最大值并未出現(xiàn)在結構底段的塔腳部位，而是出現(xiàn)在中段下部部位，在結構達到承載能力極限狀態(tài)時此部分網(wǎng)格已經(jīng)達到抗拉強度，發(fā)生破壞；從圖5b)中可以看出，最大位移發(fā)生在塔頂位置處，但是由圖可以看出，塔身變形曲率最大的位置還是在中段塔身位置處。

從圖5c)和圖5d)中可以看出，底部塔段的彎矩值為1 130 kN·m，由于中部塔段和上部塔段的壁厚相同，此處只列出了塔段中部的彎矩值，為673 kN·m。由此可以看出，在充分考慮鋼材性能的情況下，結構的承載能力大大增加，也就是說，在降低可靠度的情況下，發(fā)掘材料潛能，能夠發(fā)揮更大的性能。

4.2 荷載位移曲線分析

圖6為ABAQUS模型分析得到的荷載位移曲線，從圖6中可以看到，鐵塔結構在剛受到荷載作用時，位移均勻增加，荷載和位移成線性增長趨勢；隨著塔身變形的增加，荷載增長逐漸變緩，由彈性變形變成塑性變形，荷載增長不大，位移大幅度增長。直到荷載不再增加，結構破壞。期間最大荷載為38.99 kN。

4.3 應力應變分析

圖7為塔段底段下部和中段下部應力曲線，由圖7可以看出，隨著塔身變形的增大，兩個部位的應力均逐漸增大，不同的是兩個部位的應力變化曲線不盡相同，底段下部的應力呈現(xiàn)兩端曲線式變化，雖然兩段曲線的變化斜率不相同；中段下部的應力則不同于底段下部應力變化，整個過程呈現(xiàn)曲線變化，剛開始應力隨塔身變形逐漸增大，增大到278 MPa后又開始逐漸下降。

圖8為塔段底段下部和中段下部應變曲線，由圖8可以看出，塔段底段下部和中段下部的應變變化不同于應力變化趨勢。兩個部位的應變均逐漸增大，不同的是兩個部位的應變變化曲線不盡相同，底段下部的應變呈現(xiàn)兩端曲線式變化，雖然兩段曲線的變化斜率不相同。

應力曲線圖中第二段曲線斜率小于第一段曲線斜率，而應變曲線圖中第二段曲線斜率大于第一段曲線斜率；中段下部應變變化則與應力曲線變化趨勢相同，整個過程呈現(xiàn)曲線變化，剛開始應力隨塔身變形逐漸增大，增大到峰值后又開始逐漸下降。

分析圖7，圖8可以得出，由于中段下部先于底段下部發(fā)生屈服，造成整個塔身的屈服，塔身發(fā)生屈服后，塔身整體的變形主要集中在已經(jīng)發(fā)生屈服的中段下部部位，塔身別的部位的受力反而減弱了。

5 結語

本文利用國外目前認可有限元SAP2000軟件和ABAQUS軟件對塔身進行了設計分析，得出了塔身內(nèi)力和位移值。得出以下結論：

1)ABAQUS軟件分析結果與SAP2000軟件對單管塔的分析結果除塔身軸力偏差為6.05%外，其余結果偏差在誤差范圍5%之內(nèi)，說明國外常用ABAQUS軟件可以同目前國內(nèi)常用SAP2000一樣，可以進行鐵塔結構有限元分析；

2)在充分考慮材料性能的情況下，鐵塔能夠承受的荷載可以大大增加，也就是說鐵塔結構的極限承載能力可以達到38.99 kN，是原設計荷載11.68 kN的3.34倍；

3)由于本鐵塔結構壁厚不同的原因，結構破壞發(fā)生在中段下部部位，未發(fā)生在彎矩最大的底段下部位置；且中部位置發(fā)生破壞后，結構的變形主要集中在已經(jīng)發(fā)生破壞的部位，其他部位的受力相對減弱了。