鋼-混組合梁橋橫梁結構設計參數的優化研究

廖朝義

(廣西壯族自治區交通運輸工程質量監測鑒定中心，廣西 南寧 530031)

0 引言

近年來，鋼-混組合梁橋因具有整體性好、施工簡便、經濟性及抗震性能優良等優點，逐漸在我國橋梁工程中得到廣泛應用[1]。但由于早期設計者對于該類型橋梁結構參數研究的不足，導致部分橋梁出現橋面開裂、主梁結構變形及滑移等嚴重病害[2]。因此，如何通過優化結構參數來提升鋼-混組合梁橋安全性已成為當下學者亟須研究的重要課題[3-4]。

目前，國內外學者針對這一課題已展開了大量研究，如陳洪偉等[5]針對多梁式工形截面鋼-混組合梁橋，研究其橋梁跨徑、橋梁寬度、跨徑布置、中橫梁設置、端橫梁設置等參數對橫向受力分布的影響。毛亞娜[6]發現簡支鋼-混組合梁采用中間支撐或臨時墩施加支反力的施工方法，可大幅減小鋼梁上翼緣壓應力，充分發揮混凝土受壓的特點，同時可減小下翼緣拉應力，有利于節省鋼材。劉揚等[7]結合ANSYS有限元程序的Workbench平臺Design-Exploration模塊進行實驗設計，研究組成鋼-混組合橋面系的混凝土板、鋼縱梁及鋼桁架等結構參數對組合截面力學性能的影響。周青等[8]對鋼-混組合板梁橋的設計標準化關鍵參數進行分析，以橫向分布系數、橋面板橫向承載力和鋼主梁應力作為參數分析對比標準，研究了鋼-混組合板梁橋的合理截面與合理構造。考慮到鋼-混組合梁橋的橫梁布置位置對其結構安全穩定影響較大，且在此方面的研究比較欠缺，本文以某鋼-混組合梁橋為例，研究了不同橫梁參數對橋梁變形、受力及穩定性的影響，并得出了橫梁較優間距與布置位置。

1 工程概況

某分幅式連續梁橋跨徑布置為4×30 m，橋梁單幅寬度為13.5 m，該橋設計荷載等級為公路Ⅰ級，車道設計標準為雙向四車道，設計速度為60 km/h。連續梁橋上部結構采用鋼-混凝土板組合梁，橋面板采用強度等級為C50的混凝土，鋼構件均采用Q345型鋼材。主梁高為1.8 m，腹板厚度為1.6～2.0 cm，上翼緣板和下翼緣板寬度分別為80 cm、96 cm，上翼緣板厚度為3.4 cm，下翼緣板厚度為2～5 cm。兩根鋼梁間采用每隔8 m設置1道的對稱截面橫梁進行連接，其中跨間處小橫梁的高度及其翼緣板的寬度均為40 cm，翼緣板厚度為1.3 cm，腹板厚度為2.1 cm；中支點處中橫梁和邊支點處端橫梁的梁高均為80 cm，翼緣板的寬度、厚度分別為70 cm和1.6 cm，腹板厚度為2.0 cm。腹板設有2.8 cm長、3.5 cm寬的縱向加勁肋，其中除中、端橫梁處的厚度為1.6 cm外，其他位置厚度均為1.3 cm。鋼-混組合梁橋的橫斷面布置具體如圖1所示。

圖1 鋼梁標準截面圖

2 有限元模型

運用有限元軟件ANSYS建立鋼-混組合梁橋空間三維數值模型，采用Shell43單元模擬鋼梁，采用Shell65單元模擬混凝土，計算模型共包含246個單元和271個節點。其有限元模型如下頁圖2所示。

圖2 鋼-混組合橋梁有限元模型圖

計算過程中，混凝土本構關系采用Hongnestad模型，破壞準則遵循五參數的Willam-Warnke破壞準則，收斂準則采用力的收斂，收斂精度為0.1%，極限壓應變取值3.8×10-3。鋼材的本構關系采用雙線性隨動模型，計算時簡化為斜線加平直線形式，屈服應力計算取值345 MPa。鋼梁和混凝土的連接形式采用剛臂力連接，并設定以下邊界條件：(1)在1#主梁端點進行固定約束，對邊支點及次邊支點進行豎向位移約束，對中支點進行橫向和豎向位移約束；(2)在2#主梁端點進行豎向和縱向位移約束，對邊支點和中支點進行豎向位移約束。荷載主要考慮鋼梁和混凝土自重、二期恒載、車輛荷載以及風荷載作用。鋼材和混凝土計算參數如表1所示。

表1 材料基本參數表

3 結果與分析

為優選出鋼-混組合梁橋橫梁的最佳設計參數，以原鋼-混組合梁橋有限元模型為基礎，分別建立不同橫梁間距和布置位置的橋梁計算模型，其他參數保持不變，對比分析橋梁變形、受力及整體穩定性的變化規律。

3.1 橫梁間距的影響

分別建立橫梁間距為2.5 m、5 m、7.5 m、10 m及12.5 m的鋼-混組合梁橋計算模型，并針對橋梁橫梁最大位移、主梁的跨中最大拉應力、支點最大壓應力以及穩定系數進行計算分析。

3.1.1 位移分析

經計算得到不同橫梁間距的橫梁最大位移變化曲線如圖3所示。

圖3 不同橫梁間距-橫梁最大位移變化曲線圖

根據圖3可知，隨著橫梁間距的增大，鋼-混組合梁橋橫梁的最大位移呈不斷增大趨勢，說明橫梁間距的變化會對橋梁結構的變形產生一定影響。當橫梁間距由2.5 m增至10 m時，橫梁最大位移的增幅相對較小，平均在7%左右；而橫梁間距由10 m增至12.5 m時，橫梁最大位移的增幅明顯變大，達到15.5%。由此說明，對于控制鋼-混組合橋梁結構變形而言，橫梁設置間距宜≤10 m。

3.1.2 應力分析

經計算得到不同橫梁間距的主梁跨中最大拉應力和支點最大壓應力變化曲線如圖4所示。

圖4 不同橫梁間距-最大應力變化曲線圖

根據圖4可知，隨著橫梁間距的增大，鋼-混組合梁橋主梁的跨中拉應力不斷增大，而支點壓應力逐漸減小，其中橫梁間距對主梁跨中拉應力的影響較為明顯，對于支點拉應力的影響可忽略不計。當橫梁間距由2.5 m增至10 m時，主梁跨中最大拉應力的增幅相對較小，平均在5%左右；但橫梁間距由10 m增至12.5 m時，主梁跨中最大拉應力的增幅明顯變大，達到11%。由此可知，對于控制鋼-混組合橋梁結構受力而言，橫梁設置間距宜≤10 m。

3.1.3 穩定性分析

經計算得到不同橫梁間距的鋼-混組合梁橋穩定系數變化曲線如圖5所示。

圖5 不同橫梁間距-穩定系數變化曲線圖

根據圖5可知，隨著橫梁間距的增大，鋼-混組合梁橋的穩定系數呈不斷減小趨勢，說明橫梁間距的變化會對橋梁結構的安全穩定性產生影響。當橫梁間距由2.5 m增至10 m時，結構穩定系數的減幅相對較小，平均在7%左右；而橫梁間距由10 m增至12.5 m時，結構穩定系數的減幅明顯變大，達到38.2%。這說明橫梁設置間距超過10 m后，橋梁的整體穩定性會大幅下降。綜合橫梁間距對橋梁變形、受力及穩定性的影響，同時結合對經濟性的考慮，橫梁間距選擇7.5～10 m范圍相對較優。

3.2 橫梁位置的影響

分別建立橫梁位置為7/8L、3/4L、1/2L、1/4L及1/8L(L代表梁高)的鋼-混組合梁橋計算模型，并針對橋梁橫梁最大位移、主梁的跨中最大拉應力、支點最大壓應力以及穩定系數進行計算分析。

3.2.1 位移分析

經計算得到不同橫梁位置的橫梁最大位移變化曲線如圖6所示。

圖6 不同橫梁位置-橫梁最大位移變化曲線圖

根據圖6可知，隨著橫梁位置的下降，鋼-混組合梁橋橫梁的最大位移呈不斷減小趨勢，說明橫梁位移的變化會對橋梁結構的變形產生一定影響。當橫梁位置由7/8L下移至1/4L時，橫梁最大位移的減幅較為明顯，平均在13%左右；而橫梁位置由1/4L下移至1/8L時，橫梁最大位移的減幅有所減小，僅為2.6%。這說明橫梁在1/4L～1/8L位置的鋼-混組合橋梁結構變形相對較小。

3.2.2 應力分析

經計算得到不同橫梁位置的主梁跨中最大拉應力和支點最大壓應力變化曲線如圖7所示。

根據圖7可知，隨著橫梁位置的下降，鋼-混組合梁橋主梁的跨中拉應力不斷減小，但支點壓應力逐漸增大，其中橫梁位置對主梁跨中拉應力的影響較為明顯，對于支點拉應力的影響可忽略不計。當橫梁位置由7/8L下移至1/4L時，主梁跨中拉應力的減幅較大，平均在6%左右；而橫梁位置由1/4L下移至1/8L時，主梁跨中拉應力的減幅有所減小，僅為1.1%。這說明橫梁在1/4L～1/8L位置的鋼-混組合橋梁結構受力更為合理。

圖7 不同橫梁位置-最大應力變化曲線圖

3.2.3 穩定性分析

經計算得到不同橫梁位置的鋼-混組合梁橋穩定系數變化曲線如圖8所示。

圖8 不同橫梁位置-穩定系數變化曲線圖

根據圖8可知，隨著橫梁位置的下降，鋼-混組合梁橋的穩定系數呈不斷增大趨勢，說明橫梁位置的變化會對橋梁結構的安全穩定性產生影響。當橫梁位置由7/8L下移至1/4L時，結構穩定系數的增幅較大，平均在11%左右；而橫梁位置由1/4L下移至1/8L時，結構穩定系數的減幅明顯變小，僅為2%。這說明橫梁低于1/4L位置后，橋梁的整體穩定性變化不大。綜合橫梁位置對橋梁變形、受力及穩定性的影響，橫梁選擇布置在1/4L～1/8L時，綜合效果較好。

4 結語

(1)隨著橫梁間距的增大，鋼-混組合梁橋的橫梁最大位移和主梁跨中拉應力均不斷增大，穩定系數不斷減小，支點拉應力變化不大。橫梁間距<10 m時，橫梁最大位移和跨中拉應力增幅較小，穩定系數減幅較小，但橫梁間距>10 m后，橫梁最大位移和跨中拉應力增幅變大。穩定系數減幅變大。綜合來看，橫梁間距選擇7.5～10 m范圍的橋梁結構安全性較高。

(2)隨著橫梁位置的下移，鋼-混組合梁橋的橫梁最大位移和主梁跨中拉應力均不斷減小，穩定系數不斷增大，支點拉應力變化不大。橫梁位置高于1/4L時，橫梁最大位移和跨中拉應力減幅較大，穩定系數增幅較大，但橫梁位置低于1/4L后，橫梁最大位移和跨中拉應力減幅變小，穩定系數增幅變小。綜合來看，橫梁在1/4L～1/8L位置時橋梁結構安全性較高。