高速鐵路跨度132 m再分式簡支鋼桁梁設計研究

喬雷濤

(中鐵第一勘察設計院集團有限公司,西安 710043)

1 工程概述

西安至成都高鐵是川渝地區經西安北出至首都北京的快速客運通道，是西部地區快速客運系統主骨架之一。西安北至江油段線路長度509 km，其中陜西省境內343 km，四川省境內166 km。本項目地質條件復雜，橋隧比占線路總長的90.8%，屬于典型的山區高速鐵路[1]。

根據線路的要求，西成高鐵需同時上跨跨越西寶高鐵及福銀高速，橋址處福銀高速路面寬40 m，西寶高鐵設(54+90+54) m連續梁跨越福銀高速，西成高鐵與西寶高鐵夾角14.2°。在不影響高速鐵路及高速公路正常運營的前提下，經方案比選[2]，最終采用1-132 m再分式簡支鋼桁梁[3-5]，采用橫移施工方案有效降低了施工對既有線的干擾，見圖1。

圖1 橋位實景

橋梁設計活載為ZK活載，設計時速250 km，橋面鋪設無砟軌道，二期恒載140 kN/m(不包含30 cm厚橋面板)，雙線間距4.6 m，位于R=7 000 m的圓曲線上，地震動峰值加速度為0.2g，地震動特征周期Tg=0.47 s。

2 關鍵技術問題

本橋的關鍵技術問題主要包括鋼桁梁梁部剛度的控制、滿足無砟軌道行車要求采取的措施以及正交異性板縱肋形式的比選研究等。

2.1 剛度的控制

采用無砟軌道的高速鐵路對橋梁剛度、梁端轉角均有更高的要求，而通過增加桁高能有效提高鋼桁梁橋的剛度，但是鋼桁梁的桁高增加后腹桿長度增長，腹桿長細比很難滿足規范要求。經比選多種方案后最終提出了一種再分式鋼桁梁的結構形式，相比傳統的三角形腹桿體系鋼桁梁，采用再分式鋼桁梁可有效降低腹桿在桁架平面內的有效長度，從而在基本不增加腹桿截面的情況下即可滿足長細比的要求。由于再分式鋼桁梁桁高較高，可提高橋梁的剛度、減小梁端轉角，從而降低上下弦桿的截面高度，減少橋梁的用鋼量，使得鋼桁梁的設計更加經濟合理。再分式鋼桁梁結構較系桿拱、鋼箱梁等橋式結構具有更低的橋面結構高度，從而降低線路總體高度，減少工程投資[6]。

2.2 梁端過渡梁的設置

本橋采用再分式桁架結構后梁端最大轉角減小為1.8‰。鋪設無砟軌道的條件下，本橋梁端轉角仍不能滿足1‰，為適應無砟軌道行車要求，本橋和鄰跨的簡支梁之間設置了過渡梁，通過梁端增設過渡梁結構調節梁端變形，可減小梁端轉角及梁端豎向變形對軌道扣件受力影響及軌道變形，可有效改善軌道的不平順性，使得軌道扣件系統滿足受力的要求，最終大大降低列車行進過程中的安全隱患[7-9]。

過渡梁結構采用的具體技術方案為：在梁頂兩側橋梁支座對應位置處設置過渡梁小噸位支座，支座分別采用固定支座及縱向活動支座，保證過渡梁橫向支點位移不大于1 mm，支座上方安裝與軌道板同寬的40 mm厚鋼板，鋼板上澆筑混凝土，混凝土與鋼板之間通過剪力釘實現有效連接，最終形成一種新型的過渡梁結構。過渡梁立面布置見圖2。

圖2 過渡梁立面布置

2.3 正交異性板縱肋形式比選研究

正交異性板整體橋面，由縱肋(梁)、橫肋(梁)及其加勁的鋼橋面板組成。橋面結構的橫肋(梁)與橋面板和主桁的下弦桿焊接在一起組成板桁組合結構。

對3種不同形式的縱肋進行了對比分析：(1)縱肋全采用T肋；(2)縱肋全采用U肋；(3)縱肋采用U肋與T肋相結合的形式，僅在軌道下方放置4個倒T肋，見圖3。關于橋面板的有效計算寬度，參考了日本《道橋示方書》中推薦的主梁翼緣和鋼橋面板縱橫肋的有效計算寬度簡化近似計算方法[10]。

圖3 不同形式縱肋加勁正交異性板橋面方案

研究表明：3種橋面系，挖孔處的主拉應力，全T肋、全U肋、U肋+T形小縱梁的挖孔處主拉應力依次減小。全T肋挖孔處主拉應力達到1200 MPa，全U肋挖孔處主拉應力355 MPa，U肋+T形小縱梁孔處主拉應力280 MPa。橋面系縱肋采用全T肋時應力最大，橋面板的應力波動也較大。對于全U肋橋面系和U肋+T肋橋面系這兩種形式的橋面剛度及應力基本相當，而U肋+T肋橋面系的橋面應力表現得更穩定，最終本橋縱肋采用U肋與T肋相結合的形式。

通過調整U肋高度、鋼橋面板厚度、U肋厚度和橫梁腹板厚度等不同設計參數，最終選取了使得橋面系的受力性能達到最優的合理參數，即U肋高260 mm、橋面板厚16 mm、U肋厚8 mm，建議在今后正交異性板橋面系的設計中可以優先選用該參數組合[11-12]。

3 結構設計

3.1 主桁結構形式

本橋位于半徑為7 000 m的圓曲線上，按直線梁外包設計，主桁采用正三角內置倒三角的再分式桁架結構，主橋全長134 m，計算跨徑132 m，桁高20 m，節間長度11 m，總共12個節間，兩片主桁中心距為13.9 m。主桁立面布置及橫斷面分別見圖4、圖5。

圖4 主桁立面布置 (單位：cm)

圖5 鋼桁梁橫斷面布置 (單位：mm)

3.2 主桁桿件

上、下弦采用箱形截面，截面高1 350 mm，內寬1 100 mm，板厚24～44 mm。端腹桿及相鄰的兩個斜腹桿采用箱形截面，箱形斜桿內寬1 100 mm，高860～1 000 mm，板厚32～44 mm，其余腹桿均采用H形截面，截面腹板高1 100 mm，翼緣板寬760～860 mm，板厚28～32 mm，桿件截面見圖6。主桁采用整體節點技術，桿件和節點板均在工廠完成，所有主桁桿件與節點板均采用對接方式進行現場拼接。

圖6 鋼桁梁主桁桿件截面 (單位：mm)

3.3 聯結系

上弦桿平面內設置交叉式上平縱聯。端橫撐采用箱形截面，截面高420 mm，寬460 mm，其余橫撐和交叉斜桿均采用H形截面，橫撐高420 mm，寬440 mm，交叉斜桿高420 mm，寬420 mm，橫撐及交叉斜桿的腹板厚均為12 mm，翼緣板厚均為16 mm；所有桿件均采用對接方式連接。

橫聯和橋門架均采用交叉式橫向聯接，在端斜桿平面內設橋門架，每隔22 m設置1榀橫聯，橋門架及橫聯沿橋跨中心對稱設置。桿件均為H形截面，高420 mm，寬400 mm。腹板厚均為12 mm，翼緣板厚均為16 mm。所有桿件均采用插入式連接。

3.4 橋面系

本橋采用正交異性板整體鋼橋面，鋼橋面由橋面板、橫梁、橫肋、縱梁及縱肋5部分組成，鋼橋面板上現澆鋼筋混凝土橋面板，用栓釘與鋼橋面板結合，采用預埋件與無砟軌道連接。

鋼橋面板厚16 mm，直接承受橋面荷載，同時作為縱梁、縱肋及橫梁、橫肋的上翼緣，橋面板與縱梁、縱肋、橫梁及橫肋焊連，并沿縱向分割成段，運至工地進行拼接焊連。其下設置15道U肋，U肋間距600 mm，U肋高260 mm，頂寬300 mm，底寬207 mm，U肋板厚8 mm。全橋在軌道之下共設4道倒T形小縱梁，縱梁腹板高468 mm，厚12 mm，下翼緣寬280 mm，厚16 mm。另外在橋面板兩側設置2道高250 mm，厚14 mm的I肋，縱肋和縱梁全橋連續，遇橫梁腹板時則開孔穿過，見圖7。

圖7 縱梁、縱肋遇橫梁腹板開孔大樣(單位：mm)

本橋端橫梁采用箱形截面，截面腹板高1 350 mm，厚20 mm；底板寬800 mm，厚32 mm。節點橫梁采用倒T形截面，腹板高1 350 mm，厚16 mm，下翼緣寬600 mm，厚32 mm。每個節間設置3道橫肋，橫肋間距2 750 mm，橫肋腹板高1 350 mm，厚14 mm，下翼緣寬460 mm，厚26 mm。

3.5 材料類型及主要工程數量

鋼桁梁主桁、橋面板及縱肋、橫梁采用Q370qE級鋼，橋門架、橫聯及上平縱聯采用Q345qE級鋼， 輔助結構采用Q235鋼材。

螺栓采用性能等級為10.9S，主桁采用M27高強度螺栓，橋面系采用 M22/M24高強度螺栓，聯結系采用M24高強度螺栓。主體結構工程數量見表1。

表1 鋼桁梁主體結構工程數量

4 結構計算

4.1 計算模型及建模注意事項

計算采用MIDAS Civil2012軟件建立了平面模型及三維模型，采用平面模型計算主桁桿件，采用空間模型計算橋面系及聯結系，最后進行了施工過程的模擬。

平面計算模型共197個單元，全部為梁單元，見圖8。由于本橋橋面采用帶縱、橫肋的正交異性板結構，結構下弦承受由橫肋傳來的豎向荷載，平面計算中在下弦每個橫梁橫肋處與下部虛梁連接，二期恒載、活載通過虛梁傳遞到下弦。本橋的橫肋與下弦相連，橋面荷載從兩個途徑傳向節點：(1)橋面板—縱肋—橫梁—節點；(2)橋面板—橫肋—下弦—節點。通過空間模型橫梁及下弦的剪力對比分析，橫梁分擔荷載約占全部橋面荷載的1/3，橫肋占2/3，二期恒載和橋面荷載均按本比例進行加載。另外，在采用平面模型時要考慮橋面系縱向參與面積來計算下弦桿件，對于密布橫梁體系的下弦桿件的彎矩要按主力計算，橋面系縱向參與系數一般在45%～65%，縱橫梁體系參與程度較高，密布橫梁和多橫梁體系參與系數較低。本橋的橋面系參與系數為45%。

圖8 主桁平面模型

空間計算模型共6 896個單元，全部為梁單元，見圖9。采用日本規范對橋面有效寬度的規定計算縱梁縱肋以及橫梁橫肋的有效截面來建立橋面系，對于活載的加載方式通過活載作用范圍內U肋，T肋處伸出較長的虛擬吊桿，吊桿下連接虛梁，活載在虛梁上加載，活載通過虛梁和吊桿傳遞到橋面系，吊桿和虛梁的剛度要盡量小一些，可取鋼梁剛度的一半，吊桿的剛度要大于虛梁的剛度。

圖9 主桁空間模型

4.2 靜力分析結果

(1)剛度分析

在靜活載作用下，跨中最大豎向位移值為44.6 mm，撓跨比1/2 960<1/1 000；梁端最大轉角為1.8‰。為適應無砟軌道行車要求，本橋和臨跨的簡支梁之間設置了過渡梁，滿足無砟軌道的受力要求。

(2)主桁桿件受力分析(表2)

表2 主桁桿件內力應力計算結果

(3)橋面系受力分析(表3)

橋面系一般是疲勞控制，在已建成的正交異性板鋼橋中，很多都是由于構造缺陷導致橋面開裂，因而在設計過程中必須對橋面系的連接構造細節加以重視，盡量采用經驗證過疲勞性能較好的構造形式[13-16]。

表3 橋面系內力應力計算結果

注：縱梁疲勞控制部位為非連接部位板材；因橫梁腹板面外變性作用，導致U肋疲勞控制部位為U肋與橫梁焊縫邊緣處。

(4)預拱度設置

為保證列車運行平順，鋼梁應設置預拱度，跨中預拱度按(恒載+1/2靜活載)產生的撓度反向設置，預拱度的設置過程中考慮了豎曲線的影響，跨中實設預拱度267.3 mm。預拱度的設置保持下弦、腹桿及橋面長度不變，通過伸長或縮短上弦桿件長度來實現[17]。

4.3 車橋耦合動力分析結果

根據車橋耦合振動分析理論，運用西南交通大學橋梁結構動力分析程序BDAP V2.0，對該橋在CRH2、ICE3、CRH3動車組作用下的車橋空間耦合振動進行了分析[18-19]。

在國產CRH2動車組以速度160～250 km/h運行時，行車側跨中下弦節點豎向和橫向振動位移最大值分別為7.601，0.554 mm，行車側跨中下弦節點跨中豎向和橫向振動加速度最大值分別為1.234 m/s2和0.079 m/s2。

在德國ICE3動車組以速度160 ～300 km/h運行時，行車側跨中下弦節點跨中豎向和橫向振動位移最大值分別為9.509，0.687 mm，行車側跨中下弦節點跨中豎向和橫向振動加速度最大值分別為1.96 m/s2和0.132 m/s2。

在國產CRH3動車組以速度160～300 km/h運行時，行車側跨中下弦節點跨中豎向和橫向振動位移最大值分別為7.827，0.592 mm，行車側跨中下弦節點跨中豎向和橫向振動加速度最大值分別為1.997 m/s2和0.097 m/s2。

該橋豎向和橫向振動位移較小，橋梁豎向和橫向振動加速度均小于規范規定的限值。本橋在CRH2動車組以速度160～250 km/h、德國ICE3和CRH3動車組以速度160～300 km/h通行時，行車安全性和運行平穩性滿足要求，其動力性能符合要求。

5 施工方案

為減少橋梁施工對既有線正常運營的影響，利用既有線的運營“天窗”時間，采用與鐵路平行拼裝鋼桁梁后進行橫移架設就位的施工方案。橫移架設鋼桁梁方案是在橋梁右側搭設拼裝支架及橫向滑道梁，利用40t龍門吊進行拼裝，然后用水平千斤頂沿滑道梁將鋼桁梁頂推橫移38 m至橋位處，調整鋼桁梁的水平位置后，用豎向千斤頂將鋼桁梁落在支座上，澆筑鋼筋混凝土橋面板，安裝鋼桁梁附屬設備，完成全部鋼桁梁施工[20-21]。

2 800 t鋼桁梁空中橫移38 m跨越西寶高鐵及福銀高速公路并順利就位的建造技術，成功攻克了鋼桁梁長距離橫移跨越既有高速鐵路、高速公路的施工難題，在國內尚屬首例。西成高鐵于2017年12月6日開通運營。圖10、圖11為鋼桁橫移實景。

圖10 橫移前鋼梁

圖11 橫移就位后鋼梁

6 結語

西成高鐵132 m再分式簡支鋼桁梁采用的再分式桁架結構在高速鐵路上為首次應用，也是國內首座高速鐵路鋪設無砟軌道的最大跨度簡支鋼桁梁橋。采用的正交異性板整體鋼橋面，其整體性能好，承載能力大，行車舒適性能好。采用橫移施工工藝，最大限度地降低了施工對既有高速鐵路及高速公路的干擾。本橋的設計可為再分式鋼桁梁在高速鐵路中的應用提供參考。