輪壓荷載下斜交鋼箱梁設計優化分析

劉 婧, 章 煦, 童 偉

(1.湖北省交通規劃設計院股份有限公司,湖北 武漢 430050;2.湖北交投隨岳高速公路運營管理有限公司,湖北 武漢 430000)

0 引 言

隨著各省高速公路改擴建如火如荼的進行,其建設面臨的線形限制更多,斜交鋼箱梁橋在其橋涵部分的應用比例逐漸增大。斜交鋼箱梁橋的橋梁結構中心線與支撐連線兩者之間并不垂直,其斜度(橋梁支撐連線和軸線法向線之間的夾角)小于90°。斜交鋼箱梁橋施工經濟指標良好,結構優美,被廣泛應用于公路立交、鐵路、河流等上跨工程中。斜交鋼箱梁橋內部結構復雜,由于受到自身構造斜度的影響,在輪壓荷載作用下具備較為復雜的力學響應,斜交橋受力不均勻性極容易引發一系列結構破壞缺陷,如彎扭耦合效應導致的支座反力不均勻、支座脫空等。因此,對斜交鋼箱梁橋開展力學研究具備良好的社會經濟效益。

1 斜交鋼箱梁橋結構特點

相較于混凝土梁橋,斜交鋼箱梁橋具有自重輕、跨越能力強、施工便捷等優點。鋼箱梁橋大多采用工廠分節段預制,現場架設焊接的制造工藝,不需要開展預應力筋張拉工序,可極大提高結構施工質量,縮短施工工期,減小施工對于現有交通通行的干擾。斜交鋼箱梁橋還具備以下特點。

1.1 薄壁結構

斜交鋼箱梁橋為典型的薄壁結構,多采取薄板橋面結構,橋面寬度、高度相對于面板厚度要大得多。斜交鋼箱梁橋薄壁結構能夠減小橋梁高度,優化結構自重,能最大程度發揮鋼材的力學特性。箱形截面一般采取閉口薄壁結構,設計人員需要對鋼箱梁的承載能力、應力進行充分分析,鋼箱梁頂底板設加勁肋,順橋向設置一定數量的橫隔板,以此增強鋼箱梁結構剛度防止屈曲。此外,寬度較大的翼緣結構易造成上部結構較大的寬跨比,在翼緣板位置處容易產生剪力滯效應,需要在設計施工中重點關注。[1]

1.2 構造復雜

相對于直橋,斜交鋼箱梁橋具備差異性極為明顯的結構力學性質,如斜交鋼箱梁橋存在彎扭耦合效應,其支座反力不均勻,支座存在脫空風險等。斜交鋼箱梁結構內部需要布置縱橫交錯的肋梁,以此來維持橋梁結構整體穩定性,內部復雜的構造導致斜交鋼箱梁的受力特性難以進行全面分析,其施工方法也極為復雜。斜交鋼箱梁橋面結構主要采取正交異性板,橋面板的細部構造較為復雜,且多存在分布不均勻的殘余應力,自身缺陷性明顯的橋面細部構造在長周期循環往復作用的車輛荷載下會導致橋梁出現疲勞損傷。[2]

2 工程概況

本工程為湖北省內某橋梁結構,考慮到交通流量壓力的不斷增大,建設單位擬順接舊橋軸線新建橋梁結構,緩解局部區域的交通壓力。新建橋梁為4跨設計,跨徑(35+35+30+28)m,兩聯連續鋼箱梁結構。橋面設計寬度為35 m,橋梁高度為1.2 m,橋面設計雙向六車道,設計速度為60 km/h,橋面鋪裝分兩層進行,結構層設計:5 cm AC-16中粒式SBS改性瀝青混凝土(上面層)+5 cm超高性能混凝土(下面層)。橋面頂底板厚度分別為15 mm、25 mm,腹板厚度為20 mm,均采用正交異性鋼橋面板,橋面板下部設置U形閉口縱肋,縱肋上部寬310 mm,下部寬185 mm,縱肋間距為310 mm,肋高255 mm。主梁布置為橫向6箱室,單箱間距為2.2 m,寬度為3.4 m,鋼箱梁結構采取Q345qD結構鋼。橋梁結構斜度為50°,橫橋向采取橫隔板連接。斜交鋼箱梁邊支座處采取通過支座中心的斜橫梁,其余橫梁則采取正交布置形式。項目擬對斜交鋼箱梁二聯(30+28)m開展輪壓荷載作用下的力學響應分析。[3]

3 有限元模型分析

3.1 模型構建

項目針對斜交鋼箱梁采取Midas/FEA有限元構建板單元模型,并且對輪壓荷載作用下順橫橋向應力、應變特性進行對比分析。本文通過軟件構建局部模型,其中順橋向長度為10 m,橫隔板布置間距為2 m,共包括6個橫隔板,橫橋向長度為3.5 m,包括5個U形縱肋。板單元模型的生成需要先導入橫截面參數,通過順橋向尺寸設定及后續擴展賦予模型的板厚、主要材料參數及網格劃分來實現。局部有限元模型如圖1所示,模型X向為斜交鋼箱梁順橋向,Y向為鋼箱梁橫橋向,Z向則為梁高及梁體豎向變形向。

圖1 斜交鋼箱梁局部有限元模型

3.2 邊界條件

建模過程中考慮到鋼箱箱梁橫隔板剛度穩定性要大于橋面板,局部模型邊界條件設置中,需要將橫隔板進行底部位置的固定約束。橋墩單個箱梁位置處需要設置單個支座,每個支座需要依據實際材料及布置形式進行結構模擬、約束,支座布置形式為:2號～4號橋墩位置分別需要設置1#～6#支座;2號及4號橋墩處1#～3#支座及5#～6#支座為雙向活動,僅對其豎向位移進行約束,4#支座則對其橋梁橫向、豎向位移進行約束;3號橋墩處1#～3#、5#～6#支座為雙向活動支座,僅對其豎向位移進行限制,4#支座則為固定約束,限制其三向位移。[4]

3.3 荷載施加

板單元局部有限元模型荷載施加類型主要包括移動荷載、恒載、溫度荷載、支點沉降。其中,恒載主要包括局部結構模型實際一期自重和二期恒載,移動荷載主要采取公路-Ⅰ級車輛荷載標準,支點沉降采取結構橫向5 mm、縱向2 cm,溫度荷載依照結構整體降溫35 ℃、升溫39 ℃進行計算。項目采取行車設計荷載標準為公路-Ⅰ級,其標準車輛縱面、平面布置如圖2所示,車輛荷載參數見表1。項目設定輪壓面積以后輪或大中輪接觸面積進行計算,為600 mm×200 mm。[5]模型計算主要分析單輪行車荷載作用下的結構力學響應,僅對圖2中的后軸標準車輛荷載進行橋面板的施加,單輪輪壓荷載作用面積設定為800 mm×400 mm,作用位置分別為順橋向橫隔板上、橫隔板間,其中可以對順橋向橫隔板上、橫隔板間輪壓加載分別設定為以下三種工況:騎U肋輪壓、U肋間輪壓、U肋上輪壓。

表1 車輛荷載參數

圖2 車輛荷載的立面、平面尺寸

4 斜交鋼箱梁局部力學響應分析

4.1 變形

針對上述輪壓施加工況進行局部模型計算,不同工況最大位移對比見表2。結果表明,橫隔板間U肋間加載具備最小豎向位移,為-0.501 mm,騎U肋加載豎向位移為-0.55 mm;橫隔板上U肋間加載時具備最小豎向位移,為-0.31 mm,橫隔板上騎U肋輪壓加載時具備最大豎向位移,為-0.32 mm。[6]除此之外,橫隔板間加載階段,最大位移主要產生在荷載施加位置跨中處;橫隔板上輪壓加載時,位移最大值出現在1/4荷載施加長度截面處,而不是出現在橫隔板截面位置。

表2 不同工況輪壓加載豎向位移對比

4.2 應力

不同工況下的最大應力對比統計如表3所示。結果表明,橫隔板上進行輪壓加載時,橫隔板頂板底部和頂部位置處的應力存在急劇變化情況;橫隔板間施加輪壓時,橋面板最大壓應力和最大拉應力均要大于橫隔板上工況,荷載施加位置下方跨中截面處存在應力最大值。橫隔板上進行輪壓加載時,1/4荷載長度截面位置處出現應力最大值,橫隔板截面位置并不存在應力最大值。[7]此外,輪壓荷載局部作用區域內,橫向應力分布要大于其余位置,頂板應力橫橋向分布范圍相對較小,為3～5個U肋寬度范圍;U肋之間則表現為底部受拉、頂部受壓情況;橫隔板上、橫隔板間進行輪壓加載時,U肋間輪壓加載具備最小應力值,騎U肋輪壓加載時具備最大應力值。由此可見,騎U肋加載為輪壓荷載施加最不利工況。

表3 不同工況輪壓加載最大應力對比

4.3 橫隔板厚度、布置間距

項目針對輪壓荷載施加在橫隔板間、騎U肋工況進行橫隔板厚度、橫隔板布置間距為單一變量的局部有限元模型構建,對不同橫隔板厚度及橫隔板布置間距下的結構壓應力、位移進行對比分析,項目設定橫隔板厚度分別為14 mm、16 mm、18 mm、20 mm(初始橫隔板厚度);設定橫隔板布置間距分別為2 m(初始橫隔板布置間距)、2.2 m、2.4 m、2.6 m。位移、應力數據結果對比見表4、表5。結果表明,輪壓荷載作用下橋面板位移隨著橫隔板厚度增大而不斷減小,減小幅度在局部范圍內為6%～9.5%;作用荷載影響區域內,沿橋縱橫向范圍的結構應力隨橫隔板厚度變化沒有較大影響。[8]不同間距對應力影響分析中,控制橫隔板厚度為初始厚度為20 mm,變化橫隔板布置間距,橫隔板采取正交布置形式,結果表明,橫隔板間距在輪壓荷載作用區域內對應力、位移橫向分布的影響較小;橫隔板間距變化主要對順橋向應力、位移分布具有重要影響,且順橋向應力、位移變化隨著橫隔板間距的變大而整體呈增大趨勢,影響范圍也不斷增大。[9]為此,斜交鋼箱梁方案設計盡量選取較大的橫隔板厚度(20 mm)及較小的橫隔板布置間距(2 m),該類型正交異性板能夠顯著提升結構的剛度、穩定性,減小豎向變形及內部應力。

表4 不同橫隔板厚度下輪壓加載最大應力、位移對比

表5 不同間距下輪壓加載最大應力、位移對比

5 結束語

斜交鋼箱梁應用優勢明顯,在跨路跨河形成斜交狀態中得到了大量使用。因斜交鋼箱梁結構細部構造較多,成橋后在外界荷載作用下力學表現較為復雜,這對前期項目設計造成了較大阻礙。本文針對湖北省四跨兩聯斜交鋼箱梁進行公路-Ⅰ級車輛荷載作用下的結構應力、變形分析。研究結果表明,輪壓荷載在橫隔板間、騎U肋分布為最不利工況,此時具備最大結構應力(拉應力40.4 MPa、壓應力-26.5 MPa)及最大豎向變形(-0.55 mm);設計需要盡量選取較大橫隔板厚度及較小橫隔板布置間距,這有助于減小結構變形及應力,優化整體剛度。