蝴蝶拱空間受力特點及承載能力研究

吳 樸 ，胡欣科 ，謝 旭

（1.浙江大學建筑設計研究院,浙江杭州 310058;2.浙江大學,浙江杭州 310058）

0 前言

一般下承式拱橋，拱肋平行，橋面荷載通過橫梁傳遞至系梁，系梁將部分荷載傳遞給吊桿，再由吊桿傳遞給主拱結構，最后由主拱圈將荷載傳遞至拱腳支座，拱肋受力基本為面內偏心受壓，拱腳處拱肋和系桿承受豎向力、水平推力及面內彎矩。

隨著社會經濟發展，常規下承式的拱橋已經不能滿足公眾對橋梁美觀性的要求，在此背景下，蝴蝶拱應運而生，這是一種的梁拱組合鋼結構橋，結構內力由梁和拱聯合分擔，兩片拱肋截面形狀和幾何參數各異，似蝴蝶向兩側非對稱外傾，吊桿呈傾斜空間布置，拱肋除了受到軸向力外，還受到雙軸的彎矩共同作用，主梁拱腳部位受力非常復雜，其承載能力已經不能通過平面內或者平面外的失穩來評價。

迄今國內外學者對鋼拱肋的穩定及承載能力問題作了大量研究，Kuranishi[1-3]、Yabuki[4-6]等人通過大量數值分析，建立了以壓桿穩定理論為基礎的兩鉸拱，以及無鉸鋼拱橋非彈性穩定強度計算式，為結構設計提供了強度驗算方法,萬鵬[7]分析了剛拱肋初始缺陷、橫向位移、橫撐參數，以及梁拱橫向剛度比的變化對鋼拱的承載能力的影響。程霄翔[8]對異型鋼管混凝土拱橋的穩定問題進行了深入的研究，同時提出常用的空間系桿模型的失真，進而建立了基于響應面的模型修正技術，謝旭[9]通過對大跨度兩鉸鋼拱橋的研究，比較了加載方式對結構承載能力計算結果的影響，

這些研究采用彈性和彈塑性的分析方法，基本基于桿系結構計算模型，不能考慮鋼板局部失穩的影響，同時，受到計算模型的局限性，不能精確模擬拱肋塑性扭轉的影響。

為了研究蝴蝶拱的空間受力特點和極限承載能力，本文以一座實際橋梁為對象，建立三維有限元模型，通過彈塑性及幾何非線性分析，對其極限承載能力進行了精細化的研究，為同類結構的橋梁設計提供參考。

1 橋梁概況

浙江省麗水市鼎湖大橋位于縉云縣，跨越好溪，主橋采用一跨90 m的蝴蝶鋼拱鋼梁組合體系橋，設計荷載城-A級，人群3.5 kPa，設計車速60 km/h，雙向4車道。主橋的橫斷面布置：6.75 m～11.4 m（人行道+鏤空吊索錨固處）+8.25 m（機非混行車道）+2.5 m（中央分隔帶）+8.25 m（機非混行車道）+8.25 m～12.9 m（人行道+鏤空吊索錨固處），圖1為全橋結構布置圖。

主橋橫橋向共設2片鋼拱肋，其中大拱肋向外傾斜，傾斜角度為16°，大拱肋拱軸線在其自身傾斜面內為二次拋物線，矢高為28 m，跨徑為87 m，矢跨比為1/3.107。截面采用矩形，全拱為變截面，由拱腳的2 m變至拱頂的1.2 m。

小拱肋向外傾斜，傾斜角度為20°，小拱肋拱軸線在其自身傾斜面內為二次拋物線，矢高為18 m，跨徑為87 m，矢跨比為1/4.833。截面采用矩形，全拱為等截面，截面高為1.5 m。

橋面系采用鋼箱梁結構，頂板采用帶U肋加勁正交異性橋面板，底板采用L型肋加勁，車行道頂板鋼板厚度為16 mm,底板為14 mm，人行道頂板鋼板厚度為12 mm,底板為12 mm，在主吊桿錨固點附近局部加厚，全橋縱向共設置縱梁7道，縱梁厚度20 mm。順橋向每4 m設置一道橫梁。

支座處的端橫梁寬3 m，為箱梁斷面，頂板、底板、腹板厚均為60 mm。

主橋吊桿水平布置間距4.0 m，橫向為4排，主吊索采用73φ5 mm高強度鍍鋅平行鋼絲，副吊索采用19φ5 mm。

圖1 橋梁結構布置圖（單位：m）

2 計算模型及參數

該橋計算采用ABAQUS有限元軟件，拱肋和橋面采用板殼單元，吊桿采用桿單元，選擇彈塑性及幾何非線性分析模型，圖2為全橋計算模型。

圖2 全橋有限元計算模型

荷載包括恒載和活載及吊桿初始張拉力。活載包括車道荷載與人群荷載。車道荷載按車道寬度換算成均布荷載加載。

非線性計算利用弧長增量法，按比例增加作用荷載計算結構的極限承載能力，以成橋狀態作為加載開始的初始狀態。加載取了四種典型的工況：滿布荷載、半跨滿布荷載、大拱側半幅滿布荷載、小拱側半幅滿布荷載。

鋼材的彈性模量為2.06×105MPa，泊松比為0.3，屈服強度為345 MPa，吊桿的彈性模量為1.95×105MPa，屈服強度為 1 650 MPa，抗拉強度為1 860 MPa。屈服后的彈性模量均取屈服前的1%，以考慮材料強化的影響。

3 計算結果及分析

3.1 四種荷載工況下的結構應力狀態

通過分析四種工況下的應力結果，發現最大應力主要出現在拱肋的拱頂內側和拱腳的外側，及主梁的拱腳位置（靠近跨中側），其中在滿布荷載作用下，到達最大值。圖3為滿布荷載作用下的應力分布，其中小拱肋內側拱頂的平均應力水平為40 MPa,小拱肋外側拱腳平均應力水平為60 MPa，主梁拱腳位置（靠近跨中側）平均應力水平為40 MPa。大拱肋內側拱頂的平均應力水平為45 MPa,小拱肋外側拱腳平均應力水平為48 MPa，主梁拱腳位置（靠近跨中側）平均應力水平為30 MPa。

圖3 滿布荷載工況荷載系數最大時的結構應力圖示

3.2 四種荷載工況下的結構變形

圖4～圖7為四種工況下荷載到達最高點時的結構變形形狀和原始形狀的對比圖，從整體來看，四種工況下均以發生拱肋外側方向的變形和主梁人行道跨中下撓為主，滿載作用下主梁變形最大，此時小拱肋人行道跨中撓度為5.1 cm，小拱肋側向變形為4.6 cm。同時在小拱肋偏載作用下小拱肋的拱頂側向變形也接近了4.6 cm，說明偏載對拱肋整體變形的影響比較大。

圖4 滿布荷載工況荷載系數最大時的變形圖示

圖5 半跨滿布荷載工況荷載系數最大時的變形圖示

圖6 大拱半幅滿布荷載工況荷載系數最大時的變形圖示

圖7 小拱半幅滿布荷載工況荷載系數最大時的變形圖示

4 拱肋的極限承載能力研究

拱肋的極限承載能力由拱肋和吊桿共同決定。首先分析拱肋的局部失穩對承載能力的影響，這里以變形比較大的滿載和小拱肋偏載兩種工況下小拱拱頂截面為對象分析截面的變形過程。

圖8、圖9為滿載和小拱肋偏載兩種工況下的計算結果，可見，拱肋在向外側的變形過程中，屈服前截面的變形不明顯，隨著荷載增大，拱頂截面以整體外側變形為主，達到極限荷載時，截面的變形仍不大，未發生局部失穩。達到極限荷載之后，滿載工況下隨著荷載繼續增大，拱肋內外側的表面鋼板未突起，說明拱肋未發生局部失穩。

圖8 滿布荷載工況小拱頂截面變形圖

圖9 小拱半幅滿布荷載工況小拱頂截面變形圖

而在小拱肋偏載作用下，在無橫隔板處，內側的表面鋼板向外側突起，上下表面的鋼板分別向上下突起，說明拱肋發生了局部失穩。

從上述兩種工況下的拱肋變形過程分析，說明拱肋局部變形發生在整體失穩以后，鋼板局部失穩對結構整體失穩不起控制，結構發生屈服型的破壞形式。

圖10為大拱拱頂截面在滿布荷載工況下的荷載系數(k)-豎向位移(d)曲線，其中荷載系數為0時對應結構成橋初始狀態。從計算結果發現，大拱肋初屈服的荷載系數為3.71，極限荷載系數為4.36，拱肋在進入極限狀態以后沒有發生明顯的承載能力下降現象，這是由于吊桿對拱肋側向變形的約束作用引起的，

圖10 滿布荷載工況大拱肋拱頂荷載-位移曲線圖

圖11為滿載工況大拱肋內側吊桿拉應力變化圖。吊桿的初屈服荷載系數為3.45,最先進入屈服階段（主拉應力達到1 650 MPa）的吊桿為跨中的1號吊桿，當結構達到極限荷載狀態之前（4.36），內側吊桿已經全部屈服（主拉應力達到1 650 MPa），但未達到抗拉強度（1 860 MPa）。在達到極限荷載之后，局部吊桿出現卸載現象。

圖11 滿布荷載工況大拱內側吊桿應力變化曲線圖

從上述數據分析，得出吊桿的初屈服是發生在拱肋初屈服之前，說明吊桿的初屈服有可能導致拱肋的初屈曲。在所有內側吊桿屈服后，拱的側向變形約束剛度有所下降，導致整橋迅速達到極限荷載狀態。吊桿剛度對結構的極限承載能力有很大的影響。

5 結論

通過精細的三維全橋模型計算分析根據分析，得到以下幾點結論：

（1）拱肋在滿布荷載作用下受力最為不利，主應力最大主要出現在拱肋拱頂內側和拱腳的外側，以及主梁的拱腳位置（靠近跨中側），因此拱腳處的拱肋和橋面均應進行特殊的加強設計。

（2）拱肋的局部失穩對結構整體極限承載能力不取控制作用。

（3）吊桿的剛度對拱肋極限承載能力有一定影響。

[1]Kuranishi S,Lu L W,Load carrying capacityof two hinged steel arches,Proc.of JSCE,1972，No.204:129-140.

[2]Kuranishi S,Sato T,Otuski M,Load carrying of two hinged steel arch bridges with stiffening deck,Proc.of JSCE,1980，No.300：121-138.

[3]Kuranishi S,Yabuki T,Ultimate strength design criteria for two-hinged steel arch structures,Proc.of JSCE Structural Eng./Earthquake Eng.,1984，1(2):115-123.of Structural Engineering,1984，110(9):2263-2274.

[4]Yabuki T,Kuranishi S,Out-of-plane behavior of circular arches under side loading,Proc.of JSCE,1973，No.214:71-82.Eng./Earthquake Eng.,1987，4(1):141-149.

[5]Yabuki T,Kuranishi S,In-plane ultimate strength of deck-type fixed-end arch bridges,Proc.of JSCE Structural Eng./Earthquake Eng.,1989，4(2):205-216.

[6]YabukiT,KuranishiS,Evaluation ofstability strength for deck-type steel arch bridges,Structural Eng./Earthquake Eng.,JSCE,1993，10(3):117s-127s.

[7]程霄翔，異形鋼管系桿拱橋穩定性與極限承載能力研究[D].南京：東南大學，2010.

[8]萬鵬，大跨度鋼拱橋極限承載力綜合三因素檢算方法研究[D].成都：西南交通大學，2005.

[9]謝旭,李輝,黃劍源,大跨度兩鉸鋼拱橋面內穩定分析[J].土木工程學報,2004，（08）.