大跨度鋼拱橋頂推過程中的局部受力性能分析

夏偉杰，謝 煒，陳友生，黃賡宇

（1.寧波市城市基礎設施建設開發有限公司，浙江 寧波315010；2.同濟大學 土木工程學院，上海市200092；3.四川路橋華東建設有限責任公司，四川 成都610200；4.四川公路橋梁建設集團有限公司，四川 成都610041）

0 引 言

頂推施工法是橋梁施工中常用的和重要的施工方法之一，其具有作業面小、對橋下交通和通航影響小以及不需要大型起重設備等優點。目前，針對混凝土橋的頂推施工[1-4]，已經總結出了比較完善的受力計算的方法。近些年來，隨著鋼材產量的大幅提升以及施工技術的發展，頂推法不再局限于混凝土橋，而是廣泛運用于大跨度鋼梁橋的施工。如法國Millau 大橋[5]，國內的杭州九堡大橋[6]和淮南孔李淮河大橋[7]。

和混凝土橋頂推施工不同，鋼箱梁頂推施工中局部應力問題比較突出。目前，國內外眾多學者對鋼箱梁頂推局部受力進行了研究。Granath[8]發現頂推時支承反力的分布是不均勻的。李新華[9]、李建軍[10]對鋼箱梁關鍵結構參數進行了分析，提出了改善其局部受力特性的措施。鄒宇[11]提出了使用混凝土進行局部加強的方案，滿足頂推施工的需求，是比較經濟可行。李傳習[12]、黃國紅[13]分析了橫向偏移量對鋼箱局部受力的影響。

以上研究主要集中在頂推施工過程的鋼箱局部受力情況，關于鋼箱局部穩定性的報道較少。寧波新典橋是由大跨度提籃式鋼拱肋與分離式鋼箱系梁形成的鋼拱橋，其跨徑為213 m。受到通航要求的限制，此橋采用梁拱整體頂推的施工方案。頂推法施工的鋼拱橋主梁板件的受力與成橋狀態下的受力有較大的不同，在較大的支承反力作用下，結構極易出現局部屈曲或者鋼材屈服的現象，因此對其進行局部受力性能計算是必要的。本文以寧波新典橋為工程背景，通過有限元計算得到了整體頂推施工中鋼系梁的局部受力情況和板件的局部穩定性能，成果可為同類型工程的施工提供參考。

1 背景工程

新典橋位于浙江省寧波市中心城區，主橋采用下承式簡支系桿拱橋，鋼箱系梁與鋼箱拱肋固結的結構體系，跨徑為213 m。主橋拱肋矢高46 m，矢跨比1/4.63，拱軸線為1.7 次拋物線。兩片拱肋向內傾斜16.928°，形成提籃狀，如圖1 所示。

圖1 新典橋主橋效果圖

拱肋采用六邊形鋼箱截面，拱肋高度由拱頂處3.5 m 線性漸變到拱腳處5 m，拱肋寬度為3.0 m，拱肋的壁板厚度根據受力情況采用變厚度設置。鋼系梁布置于橋面兩側，分別與兩片拱肋對齊，采用單箱單室斷面，跨中區域截面尺寸為2.5 m（寬）×2.0 m（高），拱腳區域截面尺寸為5.35 m（寬）×3.0 m（高）。鋼箱的鋼板厚度由兩端向跨中逐漸減小，如圖2 所示。跨中區域系梁內部有規律地設置橫隔板、橫向以及縱向加勁肋，如圖3（a）所示，其中橫隔板間距為1.5 m，橫向加勁肋間距為0.5 m。拱腳區域系梁內部隔板眾多，方向各異，構造復雜，如圖3（b）所示。橋面系由縱梁、橫梁和帶U 形加勁肋的鋼橋面板構成。縱橫梁均采用工字形截面。橫梁焊接在兩條系梁間，縱梁焊接在橫梁上形成梁格。橫梁間距3.0 m，縱梁間距8.1 m，全橋設置3 道縱梁。該橋上部主體結構，即主梁和主拱均采用Q345qD 鋼材。

圖2 1/2 系梁立面圖（單位：m）

圖3 系梁內部構造圖

受到通航要求的限制，此橋采用梁拱整體頂推的施工方案。首先在東岸支架上拼裝鋼梁，再在鋼梁上搭設主拱安裝臨時支架，再采用龍門吊在臨時支架上拼接拱肋節段，形成梁拱固結體系，最后采用多點步履式自平衡頂推系統將拱橋整體逐步頂推過江，如圖4 所示。

圖4 整體頂推示意圖

2 計算分析方法

新典橋主橋進行頂推施工時，支承設置在鋼系梁的腹板下。在頂推施工過程中，所有支承位置不變，梁體前移，與頂推支承接觸的梁段不斷發生變化。當鋼系梁的薄弱部位通過頂推支承時，較大的支反力極易導致該部位出現局部屈曲或者鋼材屈服，因此有必要對其進行局部受力分析。

為研究整體頂推過程中鋼系梁的局部受力情況和板件的局部穩定性能，建立鋼系梁局部的板殼有限元模型，詳細模擬與頂推支承接觸的梁段中的內部結構。為全面分析頂推過程中鋼系梁局部受力情況，本文分別建立了跨中區域以及拱腳區域鋼系梁局部有限元模型進行計算。

跨中區域鋼系梁局部模型縱橋向的長度為9 m，該長度范圍內包含7 道橫隔板。拱腳區域鋼系梁局部模型縱橋向長度為11.2 m+9 m，其中11.2 m 段為5.35 m×3.0 m 箱型截面，9 m 段為漸變段，箱型截面尺寸由5.35 m×3.0 m 變為2.5 m×2.0 m。鋼系梁的頂底板、腹板、橫隔板以及加勁肋均采用SHELL93單元模擬。建立的局部板殼模型如圖5 所示，其中X方向為縱橋向，Y 方向為橫橋向，Z 方向為截面高度方向。局部模型的約束情況為：限制兩端頂板相關節點的的三個方向平動自由度Ux、Uy、Uz。與兩端固結的邊界條件相比，底部板件變形更大，受力更不利，更符合實際情況，得到的計算結果更可靠。有限元計算時考慮兩項荷載：結構自重以及支承反力。根據整體頂推過程的計算結果可知，頂推過程中墩頂最大支反力為12 800 kN。考慮到鋼系梁每片腹板下有墊塊與其底板接觸，將兩側腹板下的支承反力近似按1∶1 分配，并以均布荷載的形式作用在底板上。

圖5 系梁局部板殼模型

3 局部靜力分析

3.1 跨中區域局部靜力分析

在頂推過程中，支承位置在不斷改變。鋼箱梁受力的情況分為支承反力作用在兩相鄰橫隔板之間和橫隔板正下方兩種情況。圖6 為跨中區域鋼系梁底平面示意圖，其中工況一對應于支承位置在橫隔板正下方，工況二對應于支承位置在兩相鄰橫隔板之間。

圖6 支承位置示意圖（單位：mm）

在較大的支反力作用下，腹板豎向應力水平較高。工況一腹板豎向應力分布如圖7 所示，中心2.4 m范圍內從下到上應力逐漸減小，該區域應力范圍大約為80～140 MPa，其余部分應力水平較低。這主要是因為在此工況下，腹板中心直接承受豎直向上的支反力。

圖7 工況一腹板豎向應力分布圖（單位：MP a）

當支承反力對稱作用在橫隔板兩側時，鋼系梁主要板件的Mises 應力如圖8 所示。從圖8（a）中可以看出：鋼系梁底板的Mises 應力大致沿縱橋向呈對稱分布。與頂推支承直接接觸的鋼箱底板的應力較大，大約為150～225 MPa，并以此為中心向四周擴散。如圖8（b）所示，腹板的Mises 應力分布情況可分為兩個區域。區域一為中心2.4 m 范圍內的腹板，即與支承直接接觸的部分，應力不超過182 MPa，從四周向上側中心逐漸減小；區域二為去除中心2.4 m 范圍的腹板，該區域應力范圍大約在130～234 MPa 之間，腹板上的橙色部分呈現出倒“八”字形，這表明荷載大致是由中心向兩端約束傳遞。如圖8（c）所示，橫隔板兩側在支承反力的作用范圍內，直接參與受力，其應力水平較高。橫隔板的最大應力為243 MPa，出現在角點上，這主要是應力集中造成的。圖9 展示了不同視角下與頂推支承直接接觸的鋼箱Mises 應力分布，從圖中可以看出，在工況一下，結構受力是比較安全的。

圖8 工況一主要板件的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

圖9 工況一支承區域內結構的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

當支承反力作用在兩個相鄰橫隔板之間時，鋼系梁節段的Mises 應力如圖10 所示，最大應力出現在腹板上，為252 MPa。從圖11 可以看出，與工況一相比，橫隔板的應力水平有所降低。總的來說，在工況二下，結構仍有較高的安全儲備。

圖10 工況二支承區域內結構的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

圖11 工況二橫隔板的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

不同支承位置下的主要板件的最大Mises 應力匯總于表1，從表中可以看出，支承位置會影響鋼箱梁的局部應力分布。當支承反力作用在橫隔板正下方時，橫隔板受力狀態最不利，其局部應力水平較高；當支承反力作用在兩個相鄰橫隔板之間時，橫隔板不直接參與受力，此時鋼箱腹板應力最大。從表中的數據中可知，頂推施工過程中，跨中區域鋼系梁受力性能良好。

表1 不同支承位置下主要板件的最大Mis e s 應力 單位：MP a

3.2 拱腳區域局部靜力分析

由于拱腳區域鋼系梁內部的隔板眾多，方向各異，構造復雜，頂推支承位置發生改變時，各板件受力情況也隨之發生改變，很難總結出系統性的規律。本節選取了一種荷載工況進行詳細介紹。圖12 為拱腳區域11.2 m 梁段的底平面示意圖，此工況對應的支承位置在圖中所示橫隔板的正下方。

圖12 支承位置示意（單位：mm）

在此工況下，支承區域內板件的Mises 應力分布如圖13 所示。從圖中可以看出，腹板、橫肋以及橫隔板兩側應力較大，這說明這些板件為主要承力構件。結構最大Mises 應力為108 MPa，出現在橫隔板上。橫隔板上詳細的Mises 應力分布如圖14 所示，最大應力出現在與墊塊接觸的位置處。此外，與跨中區域的鋼系梁節段相比，拱腳區域主要承力板件的厚度有所增加，因此拱腳區域應力水平更低，結構受力更安全。

圖13 支承區域內結構的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

圖14 橫隔板的Mis e s 應力分布圖（單位：MP a）

4 局部穩定分析

對于鋼箱梁來講，各板件為高強度的薄壁構件，局部穩定問題必須予以足夠的重視。頂推過程鋼箱梁局部穩定問題主要表現在支承點附近局部的穩定性。由于支承點局部作用復雜，腹板、橫隔板等共同作用承擔反力，很難準確地簡化傳力途徑。因此建立精細局部模型對支承處局部屈曲狀態進行仿真分析是十分必要的。

當支承反力對稱作用在橫隔板兩側時，跨中區域鋼系梁前兩階模態的屈曲荷載系數分別為6.20 和6.35，對應的失穩模態如圖15 所示，均為橫隔板局部外凸。當支承反力作用在兩相鄰橫隔板之間時，鋼系梁前兩階模態的屈曲荷載系數分別為6.14 和6.18。與工況一不同，其失穩模態均為腹板產生波浪變形，如圖16 所示。對比分析工況一和工況二可知，支承位置的改變會引起失穩模態的變化。

圖15 工況一跨中區域鋼系梁失穩模態

圖16 工況二跨中區域鋼系梁失穩模態

由于鋼拱橋永久支座設置在拱腳處，故此區域板件厚度較厚，且隔板眾多。通過有限元計算，拱腳區域鋼系梁前兩階模態如圖17 所示，對應的屈曲荷載系數分別為27.68 和30.80。這說明在整體頂推施工過程中，拱腳區域鋼系梁很難發生局部失穩。

圖17 拱腳區域鋼系梁失穩模態

不同區域鋼系梁節段前兩階模態的屈曲荷載系數匯總于表2。表中數據表明：（1）支承位置對結構屈曲荷載系數的影響并不大；（2）拱腳區域鋼系梁的屈曲荷載系數比跨中區域大很多；（3）結構的局部穩定系數在6.14 以上，大于規范要求的穩定系數。

表2 鋼系梁節段前兩階模態的屈曲荷載系數

5 結 論

本文以寧波新典橋主橋為工程背景，分別建立跨中區域和拱腳區域鋼系梁局部板殼模型，對鋼拱橋整體頂推施工過程中鋼系梁的局部受力情況和板件的局部穩定性能進行計算分析，結果表明，在新典橋主橋整體頂推施工過程中：

（1）支承位置會影響鋼箱梁的局部應力分布。當支承反力作用在橫隔板正下方時，橫隔板受力狀態最不利；當支承反力作用在兩個相鄰橫隔板之間時，橫隔板不直接參與受力，此時鋼箱腹板應力最大。

（2）支承位置對結構屈曲荷載系數的影響并不大，但支承位置的改變會引起失穩模態的變化。

（3）鋼系梁腹板和橫隔板的最大Mises 應力分別為252 MPa 和243 MPa，結構不會發生強度破壞。

（4）橋梁頂推過程中，鋼箱系梁結構的局部穩定系數在6.14 以上。