某高速公路25 m 跨鋼板組合梁設計與數值模擬研究

黃宇辰

（華設設計集團股份有限公司，江蘇 南京 210014）

0 引言

橋梁往往是交通體系中的控制性結構物，也是高速公路勘察設計中的重中之重。在新的時代背景下，高速公路在滿足承載能力、正常使用的同時，對耐久性和品質化要求越來越高。就路基、路面和隧道等構造物而言，橋梁作為實體工程，沿線占比較大，是打造工業化、智能化的關鍵。目前的橋梁建造中，混凝土橋仍然占據較大比例，不利于高速公路綠色轉型升級?；炷翗蜃灾卮?、施工現場質量不易控制、預應力壓漿工藝復雜，已經不能滿足高速公路降耗增效、綠色環保的需要。為此，鋼橋尤其是受力更優的鋼混組合梁橋在工業化建造中脫穎而出，是實現橋梁結構輕質高強、縮短工期、減少砂石料自然資源浪費的不二之選[1-4]。鋼混組合梁中，鋼板梁受力明確、用鋼量較省，在實際工程中應用較多。在高速公路橋梁建設中，受墩高限制，橋型基本以20 m 至40 m 跨徑為主，因此研究中等跨徑的鋼板組合梁具有重要意義。本文結合實際工程案例，闡述了25 m跨徑的鋼板組合梁結構設計情況，并對受力情況進行有限元數值模擬分析，以確定較為合理的結構尺寸。

1 工程概況

某高速公路位于平原微丘路段，路線長度約30 km 內的橋梁高度均不超過30 m。橋梁設計主要技術標準如下：（1）橋面總寬17.1 m；（2）設計安全等級一級；（3）設計荷載為公路-I 級；（4）設計行車速度100 km/h；（4）左右幅按雙向6 車道設計，考慮應急車道，單幅按4 車道進行加載；（5）地震動峰值加速度為0.05g。經結構跨度比選后，擬采用25 m 跨徑鋼板組合梁上部結構方案，下部結構采用常規混凝土柱式墩方案。參考交通部鋼板組合梁通用圖結構設計情況，按6 片鋼板梁設計，鋼梁高度為1350 mm；混凝土橋面板為預制形式，板厚為250 mm，鋼梁與預制板之間設置厚50 mm 橡膠密封條。25 m 跨徑鋼板組合梁標準橫斷面圖見圖1。

圖1 25 m 跨徑鋼板組合梁標準橫斷面圖（單位：mm）

鋼板梁結構形式均為結構簡支橋面連續形式，每跨橫隔板共設置5 道，其中端橫隔板高度為1100 mm，中橫隔板高度為900 mm，橫隔板上翼緣均與鋼板梁上翼緣齊平，以保證鋼結構作為預制板現澆連接縫底模的可靠性。鋼板梁上翼緣和下翼緣厚度分別為22 mm 和24 mm，寬度分別為600 mm 和700 mm，腹板厚度為14 mm，翼緣與腹板采用焊接形式。橋面鋪裝設置防水層和厚100 mm 的瀝青混凝土形式，橫隔板與鋼板梁豎向加勁肋采用螺栓連接。上部結構鋼板均采用Q345qD，彈性模量取205 GPa，泊松比取0.31，自重計算時考慮1.06 倍的螺栓及焊縫重量。預制板采用C50 鋼筋混凝土，彈性模量34500 MPa，泊松比為0.2，因橋面板配筋率較高，混凝土自重計算時容重按26.5 kN/m3考慮。護欄采用SS 級防撞護欄，單側線荷載集度取12.0 kN/m。鋼板組合梁關鍵施工工序為：現場吊裝鋼板梁、鋪裝預制板、澆筑預制板間濕接縫、完成橋面系施工。

2 有限元模型與結構基頻

2.1 有限元模型

基于Abaqus 有限元數值模擬軟件，將鋼板和混凝土分別離散化，其中鋼板梁及橫隔板部分采用S4R 殼單元；預制板厚度較大，采用C3D8R 實體單元；不計鋼與混凝土2 種材料之間的滑移作用，殼單元與實體單元之間采用節點耦合約束連接。由于模型較大，在保證計算精度的同時，將網格尺寸適當放大，網格大小控制在200 mm 以內，所建立的殼實體耦合有限元數值模型見圖2。

圖2 殼實體耦合有限元數值模型

鋼板梁主梁分布示意圖見圖3。

圖3 鋼板梁主梁分布示意圖

在支座位置處分別設置節點，將節點與支座面進行耦合約束，通過對節點進行約束以完成整個模型的約束。有限元模型約束情況為：對小樁號側3 號主梁X、Y、Z 方向線位移進行約束，對小樁號側1 和2、4～6 號主梁Y、Z 方向線位移進行約束；對大樁號側3 號主梁X、Y 方向線位移進行約束，對大樁號側1 和2、4～6 號主梁Y 方向線位移進行約束。

2.2 結構基頻

結構基頻計算是得到活載沖擊系數的基礎，同時通過基頻下的振型分析可以判斷有限元模型的正確性。此處，將模型自重轉化為質量，自重加速度取9.8 m/s2，得到結構1 階振型圖見圖4。

圖4 結構1 階陣型圖

經計算，結構基頻為4.9 Hz，根據《公路橋梁設計通用規范》（JTG D60—2015），活載沖擊系數為0.1767ln4.9-0.0157=0.27。另外通過陣型圖可以發現，模型未見異常脫空，鋼結構與預制板之間未發生明顯滑移，所建立的有限元數值模型較為可靠。

3 數值模擬結果分析

3.1 施工階段結構應力

鋼板梁架設完成后，預制板混凝土未與鋼板梁形成聯合截面時，鋼板梁受力較為不利，此時結構應力如圖5 所示。由圖5 可見，最大Mises 應力為95.8 MPa，位于中梁跨中下翼緣處，應力水平較小，混凝土未與鋼板梁形成聯合截面前不會出現承載能力不足的問題。

圖5 鋼梁架設后，未形成聯合截面前的結構應力（單位：MP a）

為進一步分析施工過程中結構恒載的影響，取橋面系施工完成后為關注施工階段，并取恒載系數為1.2 倍，以便于后續基本組合分析。計算得到橋面系施工完成后結構恒載作用下的鋼板梁正應力，如圖6 所示。

圖6 橋面系施工完成后恒載正應力（單位：MP a）

在結構自重及二期恒載作用下，鋼板梁下翼緣最大拉應力為125.0 MPa。整體而言，施工階段應力水平較小，施工階段不控制鋼板組合梁的設計。后續主要針對成橋狀態下的中載、偏載2 種情形進行鋼板梁應力分析。

3.2 中載作用下的結構應力

考慮沖擊系數的影響，按照1.2 倍恒載+1.4 倍活載進行荷載的基本組合，將車道荷載按照車道中心線的位置進行加載，計算得到鋼板梁在恒載與中載基本組合下的正應力，見圖7。中載作用下，最大拉應力由125.0 MPa 提高至184.3 MPa，位于3 號主梁跨中下翼緣位置，小于《公路鋼結構橋梁設計規范》（JTG D64—2015）限值（270 MPa），Mises 應力最大值與最大拉應力基本相當。與混凝土結構相比，以上計算結果進一步表明鋼板組合梁活載占比明顯較大，結構自重較輕。

圖7 鋼板梁在恒載與中載基本組合下的正應力（單位：MP a）

3.3 偏載作用下的結構應力

目前高速公路建設呈現高設計標準、寬斷面的特點，對于橋梁結構而言，特別是活載占比較大的鋼結構，活載偏載分析是結構計算的重要內容。為進一步分析鋼板組合梁活載偏載對結構應力的影響，按照規范對車道進行最不利偏載布置，可得到鋼板梁在恒載與偏載基本組合下的正應力，見圖8。

圖8 鋼板梁在恒載與偏載基本組合下的正應力（單位：MP a）

計算結果表明：活載偏載后，鋼板梁最大拉應力位置由3 號主梁遷移至1 號主梁，最大拉應力數值由184.3 MPa 增加至202.1 MPa，小于《公路鋼結構橋梁設計規范》限值（270 MPa）?；钶d偏載相對中載而言，鋼板梁最不利應力增加了17.8 MPa，因此橋梁設計時應充分考慮偏載的影響。

通過計算分析可知，橫隔板在中載和偏載作用下的結構應力基本相當。提取端橫隔板和中橫隔板Mises 應力（見圖9），可見最大Mises 應力為52.3 MPa。鋼板梁與橫隔板組成格子梁后，橫隔板主要作為橫向傳力構件，將荷載傳遞給鋼板梁，橫隔板支承于鋼板梁上，本身跨度較小，高跨比較大，因此應力水平較低。就鋼板梁這類格子梁而言，橫隔板設計具有一定優化空間。

圖9 橫隔板Mis e s 應力（單位：MP a）

4 結語

（1）鋼板組合梁施工階段結構應力水平較小，承載能力富裕度較大。

（2）鋼板組合梁自重較輕，活載占比較大，成橋狀態下的偏載工況控制結構設計。在本文所選取的結構參數下，鋼板梁基本組合最大拉應力為202.1 MPa，應力指標滿足規范要求。

（3）相對于鋼板組合梁主梁而言，橫隔板應力水平較低，建議結合具體計算結果對橫隔板尺寸進行優化設計。