大跨度系桿拱橋主拱鋼-混凝土結合段受力狀態分析

鄭尚敏 程海根 馮龍 張勇

（1.華東交通大學土木建筑學院，南昌 330013；2.中鐵二十四局集團新余工程有限公司，江西新余 338025；3.蘇交科集團股份有限公司江西分公司，南昌 330000）

鋼-混凝土組合結構由于具有諸多優點［1-4］，近些年在我國得到廣泛的應用。鋼-混結合段是組合結構的關鍵部位，受力性能非常復雜，其性能決定了結構的承載能力以及安全性?，F階段，針對鋼-混凝土結合段的設計理論尚不明確，需要通過試驗與數值的方法進行專項研究。文獻［5］基于試驗分析研究了東平大橋的鋼-混凝土結合段受力性能，研究表明設計荷載作用下，結合段具有良好的強度和剛度，應力水平較低。文獻［6］基于ABAQUS軟件，通過數值模擬的方法對一混合梁斜拉橋鋼-混結合段的4種構造單格室模型極限承載力進行研究，得到了其破壞模式。文獻［7］通過縮尺模型試驗研究了斜拉橋橋塔鋼-混結合段的力學行為與傳力機理，結果表明鋼-混凝土之間相對滑移量較小，且應力分布均勻，二者能協同受力。文獻［8］通過縮尺模型試驗研究了混合梁斜拉橋（廈門馬新大橋）中主梁鋼-混結合段的力學行為以及傳力機理，結果表明鋼-混凝土結構中PBL鍵的應力水平較低，具有較強的安全儲備。文獻［9］通過有限元軟件ANSYS對混合梁斜拉橋鋼-混結合段受力行為進行了仿真分析，發現采用不同的栓釘力學模型時對結合段混凝土的初始裂紋擴展模式有較大影響，但混凝土大部分開裂后裂縫分布的差異不大。文獻［10］通過數值分析與試驗相結合的方法，研究了系桿拱橋吊桿節點錨固區錨頭強度，結果表明雙層鋼套筒整體強度滿足要求。

余信貴大橋是一座中承飛燕式系桿拱橋，主拱肋的鋼-混凝土結合段是通過預應力精軋螺紋鋼筋、普通鋼筋、鋼板與混凝土連接。本文通過有限元軟件建立全橋以及鋼-混凝土結合段的數值模型，對其受力狀態進行研究。

1 工程概況

鷹潭市余信貴大橋跨徑布置為（48+168+48）m，拱肋構造主要由主、副拱肋以及橫向連桿和橫撐組成。主拱肋混凝土材料等級為C55，鋼結構部分采用Q345qD鋼，橋墩混凝土等級為C40。主拱肋跨徑168 m，外傾12°，立面矢高48 m，矢跨比1/3.5。副拱肋軸線為空間曲線，跨徑130 m，矢高20.742 m，矢跨比1/6.268。拱橋主梁為結合梁，兩側鋼主縱梁中心間距29.9 m，鋼橫梁間距6 m，混凝土橋面板厚26 cm。拱橋吊桿間距6 m，吊桿上端通過吊耳與主拱肋相連，下端錨固于鋼橫梁。邊拱、主拱肋（混凝土段）與邊跨混凝土箱形主梁形成邊跨三角剛構區。鋼拱肋與混凝土拱肋在結合部通過預應力精軋螺紋鋼筋、普通鋼筋、鋼板及混凝土連接。余信貴大橋整體布置見圖1，鋼-混凝土結合段構造見圖2。

圖1 余信貴大橋總體布置（單位：cm）

圖2 鋼-混凝土結合段構造（單位：mm）

2 有限元模型

2.1 整體模型

采用橋梁結構有限元軟件MIDAS/Civil 8.05建立余信貴大橋空間整體有限元模型，見圖3。計算模型中，吊桿及系桿采用只受拉桁架單元模擬，橋面板采用板單元模擬，其余構件均采用空間梁單元模擬。不考慮橋面鋪裝的抗彎剛度，橋面鋪裝及橋面附屬設施等均按照等效重量考慮。有限元模型共包含2 376個節點，3 304個單元。其中，梁單元2 618個，桁架單元62個，板單元624個。

圖3 全橋有限元模型

根據相關規范［11-12］的規定，結構構件計算分為彈性階段與非彈性階段，應力驗算應采用標準組合，且汽車荷載需考慮沖擊作用。在持久狀況下的鋼-混凝土結合段應力驗算的荷載組合為：1.0恒荷載+1.0鋼束一次+1.0鋼束二次+1.0徐變二次+1.0收縮二次+1.0汽車荷載+1.0人群荷載+0.7汽車制動力+1.0溫降梯度+1.0整體降溫+1.0風荷載。荷載的取值參照規范［11-13］為：汽車荷載為城-A級；人群荷載3.5 kN/m2；風荷載為1.9 kN；溫度梯度按照100 mm瀝青混凝土鋪裝層取值；整體降溫20℃；汽車制動力按規范［11］4.3.5取值。持久狀況下，余信貴大橋主拱鋼-混凝土結合段的內力見表1。

表1 持久狀況下鋼-混凝土組合段內力

2.2 局部模型

采用有限元軟件ANSYS建立余信貴大橋主拱肋橫梁及鋼-混凝土結合段有限元模型，見圖4。建模時利用8節點實體單元solid65模擬混凝土主拱肋、橫梁以及邊拱肋，利用4節點殼單元shell63模擬鋼-混凝土結合段的鋼主拱部分，利用2節點三維桿單元link8模擬精軋螺紋鋼筋拉桿?？紤]到軟件的計算效率，建立1/2主體結構模型分別對橫梁節點和鋼-混凝土結合段進行細部分析。材料屬性參考文獻［13］，分別考慮混凝土與鋼材的非線性本構模型。邊界條件的設置：①位移邊界，結合段模型約束跨中橫向位移，底部固結；對于橫梁節點模型，約束橫梁跨中橫向位移，主拱底部固結。②力邊界，提取整體模型相應節點的內力（軸力、雙向彎矩、剪力和扭矩）施加到局部模型上。施加方法為在力邊界的截面中心建立節點，通過主從約束將截面上所有節點與設置的主節點形成剛性聯系，再將相應的內力施加在該主節點上。

圖4 局部有限元模型

3 結果分析

3.1 變形分析

將表1中的荷載施加到橫梁模型上進行非線性數值分析。橫梁及鋼-混凝土結合段位移云圖見圖5。

圖5 橫梁及鋼-混凝土結合段位移云圖（單位：m）

由圖5可知，在持久狀況下，鋼-混凝土結合段的變形是連續的，變形最大值為0.030 m，變形較小。根據文獻［13］對結構剛度的要求，折算后該部位的允許變形為0.034 m，故鋼-混凝土結合段的剛度及變形滿足要求。

3.2 應力分析

分析鋼-混凝土結合段中鋼結構部分的Von?Mises等效應力。持久狀況下，鋼-混凝土結合段單元應力云圖見圖6。

圖6 鋼-混凝土結合段單元應力云圖（單位：Pa）

由圖6可知：混凝土的最大拉應力為1.63 MPa，小于C55混凝土容許拉應力設計值（1.89 MPa），主拱肋混凝土處于彈性狀態；鋼結構部分應力最大值為372 MPa，發生在底板與加勁肋結合處。去除底板后，鋼-混凝土結合段應力最大值為236MPa（圖7），小于275MPa，滿足結構設計要求。

圖7 去底板后單元Von?Mises應力云圖（單位：Pa）

圖8 設限后底板的單元應力云圖（單位：Pa）

將鋼-混凝土結合段底板Von?Mises等效應力的顯示范圍設定在Q345qD鋼材的抗拉（壓）強度設計值至最大等效應力之間，即275～372 MPa，此時鋼-混凝土結合段的等效應力云圖見圖8?？芍瑧Τ蕃F象僅發生在底板與豎向加勁肋交界處，其他部位無超限現象。該部分的等效應力過大，主要是由于應力集中引起的。目前，常用處理方法是在鋼-混凝土結合段設計中將節點處做坡口處理。本項目由于受到各種施工因素的影響，在與施工方及設計方協調后，通過調整主跨系桿張拉力的方式改變拱腳推力的大小，解決了該鋼-混凝土連接部分局部應力超限的問題。

4 結論

1）持久狀況下，主拱肋鋼-混凝土結合段有限元模型變形連續，變形最大值為0.030 m，其剛度及變形滿足要求。

2）持久狀況下，鋼-混凝土結合段的Von?Mises等效應力最大值為236 MPa，小于Q345qD鋼材的容許應力275 MPa，滿足結構設計要求

3）持久狀況下，鋼-混凝土結合段底板應力超限現象僅發生在底板與豎向加勁肋交界處，可通過調整主跨系桿張拉力的方式改變拱腳推力的大小。

4）采用鋼-混凝土組合橋梁設計相關規范對該中承式系桿拱橋進行計算分析，結構的整體受力狀態均滿足規范的要求。