不規則彎橋設計方法探討

崔躍鑫

（山西省城鄉規劃設計研究院工程設計中心，山西 太原 030001）

1 項目概況

此高架橋橋長820m，寬35m，上跨兩條市政道路、一條鐵路。本次研究對象為4 孔30 米現澆箱梁橋,本橋分為單幅，下部采用柱式墩，鉆孔灌注樁基礎。橋下凈高不小于4.5m；設計荷載為城—A 級。預應力構件按照JTG D62-2004 規范的A類構件設計；普通鋼筋混凝土構件按II 類環境，最大裂縫寬度不大于0.2mm。

1.1.上部結構構造

跨徑4x30m 預應力混凝土等高現澆連續箱梁，起點樁號K1-178.571，終點樁號K1-58.571。平面上約74m 長位于R=1000m 圓曲線上，46m 長位于直線段上。自起點約81m 長度位于半徑R＝3000m 豎曲線上，橋面縱坡變坡點在K1-60.072處，兩側坡度分別為3.855%和0.3%。

橋面寬35m，采用整體式現澆箱梁，單箱六室。箱梁頂板寬35m，底板寬28.24m，挑臂長2.18m。考慮美觀，應業主要求，對箱梁外觀做圓角處理。外腹板斜置，外腹板與翼緣相接處采用半徑R=220cm 圓弧過渡，外腹板與底板相接處采用半徑R=60cm 圓弧過渡。箱梁頂面設2%雙向橫坡，底板水平。箱梁等高，橋中線位置梁高2.4m。箱梁頂板厚24cm；底板跨中位置厚22cm，靠近橋墩（臺）直線加厚到50cm；腹板跨中位置厚50cm，靠近橋墩（臺）直線加厚到75cm。

1.2 主梁預應力鋼束及布置

縱向預應力鋼束：縱向預應力鋼束設置了頂板束、腹板束和底板束，規格都是M15-12。橫向預應力鋼束：橫向預應力鋼束都布置在橫梁內，1 號橋臺位置端橫梁布置5 束M15-16 鋼束和4 束M15-7；2、3、4 號橋墩位置中橫梁布置10 束M15-12 鋼束；5 號過渡墩位置端橫梁布置4 束M15-12 鋼束和4 束M15-7 鋼束。橫梁鋼束采用兩端張拉。

1.3 設計參數

預應力混凝土箱梁上部采用C50 混凝土；橋面鋪裝調平層采用C50 混凝土。橋面鋪裝為7cmC50 混凝土+10cm 瀝青混凝土。主梁的恒載根據實際輸入的截面面積，按容重26kN/m3由程序計算其自重。二期恒載：石欄桿（單側）5kN/m,人行道結構（單側）19kN/m，人行道下方鋼管（單側）3kN/m，橋面鋪裝：混凝土ρ=25kN/m3，瀝青混凝土ρ=24kN/m3根據橋梁寬度計算，二期恒載總計182.4kN/m（全橋）。

預應力鋼束采用直徑為 15.24mm 的預應力鋼絞線，極限抗拉強度：Rby=1860MPa；張拉控制應力：0.75Rby=1395MPa；彈性模量：E=1.95×105MPa；鋼筋松弛系數0.3；一端錨具變形及鋼束回縮值6mm。預應力管道采用塑料波紋管，μ=0.15，k=0.0015。.本橋車行道寬28m，雙向8 車道，車道橫向折減系數0.5，偏載系數1.15，最終車道系數取4.6。汽車沖擊系數根據規范計算為0.32，墩頂負彎矩取用0.42。人群荷載根據《城市橋梁設計規范》（CJJ 11-2011）計算小于2.4kPa，取用2.4 kPa。日照溫差遵照《公路橋涵設計通用規范》（JTGD60-2004）取值，T1=14℃，T2=5.5℃。體系溫差按照升降溫25℃考慮。

基礎不均勻沉降按照1cm 取值。

2 設計方法探討

2.1 平面桿系法

對4 孔現澆箱梁建立平面桿系模型。輸入荷載及設計參數，采用相關規范規定的荷載組合進行分析計算，縱向、橫向計算如下：

2.1.1 縱向計算

長期效應組合和短期效應組合均未出現拉應力，短期效應組合主拉應力0.6Mpa＜0.5ftk=1.325Mpa，標準值組合最大壓應力15.9 Mpa＜0.5fck=16.2Mpa，；標準值組合最大主壓應力15.9 Mpa＜0.6fck=19.4Mpa；承載能力極限狀態驗算中，抗力效應都大于荷載效應，以上均符合相關規范要求。

撓度驗算。C50 混凝土撓度長期增長系數1.425，汽車荷載最大撓度1.38mm，人群荷載不足1mm。1.38×1.425×0.7=1.38mm＜30000/600=50mm，主梁剛度符合要求；成橋竣工狀態恒載+預應力邊跨向上撓度6.8mm，中跨向上5.3mm；三年徐變，邊跨上拱1.9mm，中跨上拱1.6mm。根據規范6.5.5 條，主梁不必設預拱度；因為上拱值不大，也不必設反拱度。

2.1.2 橫向計算

1 號墩端橫梁計算結果如下：

長期效應組合未出現拉應力，短期效應組合最大拉應力1.0Mpa＜0.7ftk=1.86Mpa，符合規范JTG D62-2004 6.3.1.條要求。

短期效應組合主拉應力1.0Mpa＜0.5ftk=1.325Mpa，；標準值組合最大壓應力10.6Mpa＜0.5fck=16.2Mpa，；標準值組合最大主壓應力10.6 Mpa＜0.6fck=19.4Mpa，；承載能力極限狀態驗算中，抗力效應都大于荷載效應，以上均符合相關規范要求。

2 號～5 號墩端橫梁計算結果都滿足規范要求，由于篇幅限制，此文不再列出。

2.2 梁格法

縱梁共7 道，對應7 道腹板，除墩頂橫梁外，增加虛擬橫梁模擬縱梁間橫向連接。共劃分447 個單元，其中1-231 為縱梁單元，其余為橫梁單元。計算計入縱向預應力。

2.3 兩種方法計算結果對比

①通過支反力比較，可以看出兩種模型支反力結果比較接近，計算結果有可比性，具體數據統計如下：

1.2.3.4.5號墩平面桿系法的支反力分別為13700kN、30200kN、27600kN、30200kN、13200kN；梁格法的支反力分別為12720kN、30410kN、27380kN、30360kN、12220kN；二者比值分別為1.077、0.993、1.008、0.995、1.080。

②通過梁格法模型計算，從各腹板短期效應組合正應力結果看，都沒有出現拉應力，表明結構抗裂性安全儲備足夠，也表明平面桿系計算結果是可信的，具體數據統計如下：

腹板1～外腹板、腹板2、腹板3、腹板4～中腹板、腹板5、腹板6、腹板7～內腹板短期效應組合正應力最小值分別為0.5 MPa、1.1 MPa、1.1 MPa、0.6 MPa、1.1MPa、1.1 MPa、0.4 MPa。

3 結論

本文以一座不規則彎橋為實例，考慮到本橋寬跨比較大；此外有一部分主梁處于彎道上，所以采用梁格法對平面桿系法計算結果進行校核，通過支反力、短期效應組合正應力等參數對比，得出對于此類型的不規則彎橋，平面桿系法計算結果是可信的。