寧致遠，梅莎，黨康寧，陶磊，劉云賀

(1.西安理工大學 土木建筑工程學院，陜西 西安 710048；2.三亞市住房和城鄉(xiāng)建設局，海南 三亞 572000)

隨著我國電力事業(yè)高速發(fā)展，高強角鋼在一些高壓、特高壓輸電線路和大截面導線輸電線路的輸電塔等結構中逐漸被采用[1-3]。2005年我國第一條750 kV超高壓示范輸電線路(青海官廳—蘭州東)投入運營，工程首次采用了Q420高強角鋼，工程研究表明：與Q345鋼材相比，采用Q420高強鋼，其強度和承載力都有很大的提高，從而節(jié)省鋼材，降低了工程造價[4]。近年來，各大高校相繼針對Q420高強角鋼的整體穩(wěn)定性進行了研究。文獻[5]對不同型號的Q420等邊角鋼軸壓柱的整體穩(wěn)定性進行了試驗研究，提出其失穩(wěn)模式主要為彎扭失穩(wěn)，其試驗平均值超過了《鋼結構設計規(guī)范》[6]的計算值。而將Q420高強角鋼作為主桿設計在空間三角形桁架中，考察高強角鋼在子結構中的失穩(wěn)形式和承載力，目前在這方面國內外研究成果較少。本文選用以截面尺寸為125 mm×8 mm的Q420高強等邊角鋼為主桿，Q235角鋼為支撐桿件形成輸電鐵塔的塔腿，進行軸壓試驗研究?？疾煸诜瞎こ踢吔鐥l件下Q420高強等邊角鋼在子結構中的失穩(wěn)形式和極限承載力，并與同型號同等長度的單根高強等邊角鋼對比，為輸電塔架塔腿設計提供試驗依據和建議。

1 試驗概況

1.1 子結構設計

為考察子結構的受力性能、承載力，設計主桿長度為1 700 mm、 2 075 mm的子結構，其構造形式如圖1、表1所示，主桿選用L125×8規(guī)格的Q420高強角鋼，腹桿選用Q235各型號角鋼。試件編號中Z表示子結構，L125×8表示角鋼規(guī)格，500和625為子結構主桿節(jié)點距離,L為高強角鋼試驗段長度,B為肢寬,T為肢厚,A為截面面積。連接螺栓為直徑M16的鍍鋅粗制螺栓，螺栓等級6.8級，螺栓孔徑為18 mm。

試驗角鋼實測尺寸見表2。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，計算時取屈服強度fy=460 MPa。表中的數值為三組實際所測數值的平均值。

表1 子結構主桿尺寸

表2 試驗角鋼實測尺寸

XOZ平面三角形桁架 YOZ平面三角形桁架 斜平面三角形桁架

1.2 試驗裝置

子結構試驗裝置見圖2，豎向壓力通過長柱試驗機施加，數據經TDS-303數據采集儀與擴展箱采集。為實現結構軸心受壓的效果，應將子結構主桿質心位置與試驗機加載中心位置對應(即對中)。對中過程分兩步：第一步是幾何對中，用紅外線垂準儀進行初步的光學對中，即將試驗主桿軸線對準作用力的中心線；第二步是物理對中，對子結構施加60 kN，觀察加載過程中各個截面應變片的應變是否同步且均勻增加，并根據各個截面各個位置的應變大小，微調角鋼的位置，如不滿足要求，則重復以上步驟，直到各個應變的數值基本一致(各個應變差值不超過5%)為止。

圖2 試驗裝置

1.3 測點分布及測試方案

在子結構主桿每跨跨中截面布置10個應變片，用于物理對中以及試件加載過程中破壞模式的監(jiān)測；在每跨跨中各布置2個位移計，監(jiān)測每跨跨中截面的變形。應變片、位移計的布置見圖3。

1.4 加載制度

每次試驗前，對試件預載60 kN，檢查儀表是否正常工作，并校核物理對中。然后分級施加荷載，當施加荷載在名義荷載的80%以內時，采用以25 kN/min的等速試驗力控制；在施加荷載達到名義荷載的80%之后，采用以0.2 mm/min的等速位移控制。加載過程中每分鐘采集一組數據，當加載到破壞荷載后，繼續(xù)采集數據觀察子結構的延性，直至荷載降至峰值荷載的80%以下試驗結束。

圖3 測點布置圖

2 試驗結果

2.1 加載破壞過程

ZL125×8-625子結構：加載初期，構件無明顯變形。豎向荷載逐級加載增加至550 kN時，豎向位移為6.17 mm，結構無明顯變形，荷載由550 kN逐級增加到667 kN的過程中，子結構不斷發(fā)出輕微響聲，AB跨位移計度數持續(xù)增加。當荷載加至667 kN時，AB跨位移計陡然增大，試驗構件出現明顯的彎扭變形，子結構達到最大承載力，此時豎向位移為8.2 mm，高強角鋼中BC跨、CD跨以及子結構中的支撐桿件均無明顯變形。荷載-豎向位移曲線見圖4，破壞變形見圖6。

ZL125×8-500子結構：加載初期，構件無明顯變形。豎向荷載逐級加載增加至627 kN時，豎向位移為6.5 mm，結構無明顯變形，荷載由627 kN逐級增加到746 kN的過程中，子結構不斷的發(fā)出輕微響聲，AB跨位移計度數持續(xù)增加。當荷載加至746 kN時，AB跨位移計陡然增大，試驗構件出現明顯的彎扭變形，子結構達到最大承載力，此時豎向位移為8.5 mm，高強角鋼中BC跨、CD跨以及子結構中的支撐桿件均無明顯變形。荷載-豎向位移曲線見圖5，破壞變形見圖7。

圖4 ZL125×8-625荷載-豎向位移曲線

圖5 ZL125×8-500荷載-豎向位移曲線

圖6 ZL125×8-625破壞圖

圖7 ZL125×8-500破壞圖

2.2 破壞特征分析

ZL125×8-625子結構：在子結構主桿中，由于腹桿的約束作用，BC跨和CD跨均無明顯變形，AB跨跨中(截面1-1)的荷載-應變曲線如圖8所示，其中截面測點位置見圖3。

當荷載加載至592 kN時，截面1-1肢尖處連接的位移計讀數開始發(fā)生變化，隨著荷載增加，撓度不斷增大，當荷載達到極限荷載667 kN時，位移計的讀數增大更快，AB跨發(fā)生扭轉，局部屈曲明顯。截面1-1荷載-側向位移如圖10所示。加載初期，全截面均受壓，當試驗角鋼達到極限荷載時，曲線達到峰值并開始迅速分岔，肢背處壓應變持續(xù)增大，一肢尖處壓應變持續(xù)增加，另一肢尖的應變轉為受拉，原因是角鋼壓桿繞非平行軸整體失穩(wěn)表現為彎扭變形，與試驗現象吻合。

ZL125×8-500子結構：在子結構主桿中，由于腹桿的約束作用，BC跨和CD跨均無明顯變形，故將AB跨跨中(截面1-1)的荷載-應變曲線列圖9所示，其中截面測點位置見圖3。

當荷載加載至682 kN時，截面1-1肢尖處連接的位移計讀數開始發(fā)生變化，隨著荷載增加，撓度不斷增大，當荷載達到極限荷載746 kN時，位移計的讀數增大更快，AB跨發(fā)生扭轉，局部屈曲明顯。截面1-1荷載-側向位移如圖11所示。對荷載-應變的分析同ZL125×8-625。

圖8 ZL125×8-625截面1-1荷載-應變曲線

圖9 ZL125×8-500截面1-1荷載-應變曲線

圖10 ZL125×8-625截面1-1荷載-位移曲線

圖11 ZL125×8-500截面1-1荷載-位移曲線

3 結果分析

3.1 承載力

圖4、圖6表明：當子結構達到極限荷載后，承載力會迅速下降，當下降到80%后，荷載變化緩慢。說明子結構破壞后仍然具有一定的承載力。

3.2 變形

在加載前期，由于不完全接觸等因數的影響，豎向變形呈現出非線性，當荷載逐級增大時，豎向變形為線性變化；當子結構達到極限荷載后，底端截面的側向變形會迅速擴大，導致局部屈曲，而中間跨和上跨截面的變形均無明顯變化，表明支撐桿件對主桿起到了約束作用。

3.3 子結構極限承載力與單根高強等邊角鋼極限承載力的比較

為增加對比性，在同樣的端部約束邊界條件下，進行單根角鋼承載力試驗，試驗現象對比表明，單根高強等邊角鋼試驗比子結構試驗出現彎曲的時機要早，變形要大。并將單根高強等邊角鋼的極限承載力與子結構的極限荷載對比，如表3所示。由表3分析可得，子結構的極限荷載相對單根角鋼極限荷載有很大提高。

表3 單根角鋼與子結構承載力對比

4 結 論

1) 子結構中高強角鋼的失穩(wěn)形式為彎扭失穩(wěn)，破壞位置在子結構的下端；

2) 與同等長度的單根角鋼對比，子結構的承載力要提高20%以上，支撐桿件起到了減小主桿長細比、增加主桿側向剛度的作用，從而提高了子結構的承載力；

3) 當子結構達到最大承載力時，變形陡然增加，承載力快速下降，當荷載降到極限荷載的80%后，荷載變化緩慢，變形趨于穩(wěn)定，說明子結構延性較好；

4) 對于其它規(guī)格子結構的高強角鋼以及端部的邊界條件對子結構極限承載力的影響有待進一步研究。

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