自錨式梁下斜張簡支橋梁破壞模式試驗(yàn)與數(shù)值研究

陳孜偉， 陳德偉， 白植舟

(同濟(jì)大學(xué) 土木工程學(xué)院， 上海 200092)

自錨式梁下斜張橋梁是一種非常規(guī)的預(yù)應(yīng)力橋梁[1]，通常由主梁、豎向撐桿和斜張系統(tǒng)3部分構(gòu)成[2-4].斜張索張拉后其豎向分力可以大幅度消除恒載作用下的主梁彎矩，同時(shí)其對主梁的軸向會(huì)產(chǎn)生壓應(yīng)力儲(chǔ)備，提高主梁的極限抗彎承載能力.

斜張索及撐桿能減輕結(jié)構(gòu)自重產(chǎn)生的彎矩，可取消施工支架，在建筑高度較高且難以搭設(shè)支架的地區(qū)，如較寬的河道和山谷，其應(yīng)用具有較大優(yōu)勢.Muttoni[5]研究了撐桿數(shù)量對活載作用下主梁彎矩的影響.Ruiz-Teran等[6-7]對車載作用下突發(fā)索斷的梁下斜張橋的動(dòng)力放大系數(shù)及結(jié)構(gòu)內(nèi)力響應(yīng)進(jìn)行了研究.Camara等[8]對地震激勵(lì)下的梁下斜張索對結(jié)構(gòu)動(dòng)力響應(yīng)的削減作用進(jìn)行了研究.Camara等[9]對考慮了重車輪胎尺寸、路面粗糙程度及橫坡的梁下斜張薄板梁的車橋耦合進(jìn)行了研究.

雖然該類橋梁在國外已經(jīng)有了一定的應(yīng)用，但對其破壞模式和機(jī)理的研究，鮮見報(bào)道.梁下體外預(yù)應(yīng)力將會(huì)對主梁產(chǎn)生軸向壓力，且軸向壓力隨荷載變化而變化，導(dǎo)致其破壞機(jī)理具有一定的復(fù)雜性.為探討該類結(jié)構(gòu)的破壞模式和機(jī)理，本文以梁下斜張簡支梁為研究對象，基于模型試驗(yàn)和ANSYS精細(xì)化有限元模型分析方法，對其破壞模式和機(jī)理進(jìn)行研究，并對影響結(jié)構(gòu)破壞模式的參數(shù)進(jìn)行分析，得出了有益的結(jié)論.

1 試驗(yàn)?zāi)Ｐ?/h2>

將計(jì)算跨徑為10 m的簡支梁下斜張橋梁作為研究對象.根據(jù)設(shè)計(jì)經(jīng)驗(yàn)[3]，取梁高為0.333 m，撐桿高度為1.548 m，主梁高跨比為1/30，撐桿高跨比為3/20，模型標(biāo)準(zhǔn)截面為工字型截面，如圖1a所示.

主梁采用C70自密實(shí)混凝土，重度22 kN·m-3，楊氏彈性模量3.90×104MPa，軸心抗壓強(qiáng)度49.72 MPa.縱向普通鋼筋配筋率為0.7%，箍筋體積配筋率為1.03%，均采用直徑為6mm的HRB500螺紋鋼筋.豎向撐桿采用Q345鋼材.體內(nèi)和體外預(yù)應(yīng)力束均采用1Φs15.2鋼絞線，其屈服強(qiáng)度為1 920 MPa，其中頂板4束、腹板1束、底板2束，斜張索2束.采用后張法兩端張拉，在錨固端設(shè)置拉壓傳感器控制其張拉力.采用剛性支撐連續(xù)梁法確定初始斜張索力，得出成橋初始索力為55.00 kN，為屈服索力的20.46%，成橋初始狀態(tài)下主梁的最大正應(yīng)力為6.81 MPa(圖1中的M點(diǎn)，壓應(yīng)力為正)，發(fā)生在距離跨中2.32 m的底板處，如圖1a所示.

模型試件主梁共布置30個(gè)Bx20-3AA應(yīng)變計(jì)，其中于1/3跨和2/3跨支座側(cè)頂板混凝土表面各貼3個(gè)，于跨中、1/3跨和2/3跨的頂、底板縱向鋼筋各綁8個(gè)；并在主梁1/4跨、3/4跨、1/3跨及2/3跨分別設(shè)置NS-WY06位移計(jì)，在梁端和跨中撐桿下方設(shè)置拉桿位移計(jì)，如圖1a所示.

a 結(jié)構(gòu)立面圖及斷面圖(單位:mm)b 試件照片

圖1模型試件

Fig.1Testmodel

主梁養(yǎng)護(hù)28 d并完成體內(nèi)、外預(yù)應(yīng)力束張拉后，使用YC-60型千斤頂對主梁跨中開始逐級(jí)加載，并用3816采集儀采集加載過程中的荷載、位移和應(yīng)變，直至跨中集中荷載達(dá)到386.00 kN.此時(shí)梁下斜張索拉應(yīng)力監(jiān)測達(dá)到1 806.00 MPa(已接近屈服應(yīng)力1 920.00 MPa)，終止繼續(xù)增大跨中集中荷載，并記錄裂縫.

加載過程中，當(dāng)跨中集中荷載增長至90.12 kN時(shí)，主梁1/3截面底板首先出現(xiàn)明顯的貫穿底板的橫向裂縫，如圖2a所示；隨著荷載的繼續(xù)增大，裂縫延伸到下翼緣板外側(cè)，如圖2b所示；之后1/3跨斷面～1/4跨斷面間底板繼續(xù)出現(xiàn)橫向裂縫，但并沒有貫穿橋面板，如圖2c所示.

a 底板b 下翼緣c 1/3跨～1/4跨

圖21/3跨裂縫

Fig.2Cracksin1/3span

2 有限元計(jì)算及破壞機(jī)理分析

考慮對稱性，采用ANSYS軟件建立試驗(yàn)梁的半梁有限元模型，如圖3所示，對其進(jìn)行數(shù)值模擬.主梁混凝土考慮開裂采用solid65單元模擬，普通鋼筋以及預(yù)應(yīng)力束采用實(shí)體力筋法，用link180單元模擬，其中，體內(nèi)預(yù)應(yīng)力束以及梁下斜張索采用初應(yīng)變作為施加預(yù)應(yīng)力的方式.鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用理想彈塑性模型；混凝土的壓應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用拋物線上升段和直線段模型;拉應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系采用單直線模型.全結(jié)構(gòu)共計(jì)4 509個(gè)節(jié)點(diǎn)，3 877個(gè)單元(其中實(shí)體單元2 954個(gè)，空間桿單元923個(gè)).跨中集中荷載按照模型試驗(yàn)中千斤頂鋼墊板規(guī)格采用0.2 m×0.4 m的面荷載加載，每個(gè)荷載步加載的荷載值為30 kN.

圖3 ANSYS有限元計(jì)算模型

2.1 理論分析與試驗(yàn)結(jié)果對比

對比了試驗(yàn)與ANSYS有限元計(jì)算結(jié)果，分別以跨中位移及梁下斜張索索力隨跨中集中荷載的變化規(guī)律為研究對象，如圖4所示，得出以下結(jié)論：

(1)模型試驗(yàn)終止時(shí)跨中集中荷載為386.00 kN，跨中位移為13.3 cm，ANSYS有限元計(jì)算模型跨中位移為12.2 cm(396.00 kN時(shí)，最大位移為13.5 cm)，如圖4a所示.模型試驗(yàn)的力-位移曲線與ANSYS有限元計(jì)算結(jié)果基本吻合.模型試驗(yàn)和ANSYS有限元計(jì)算的力-位移曲線在跨中集中荷載為90.00 kN時(shí)有斜率變化，跨中集中荷載為108.00 kN時(shí)斜率變化更為明顯.

(2)試驗(yàn)終止時(shí)兩束索的索力分別為252.90 kN和252.52 kN，而ANSYS有限元計(jì)算值為257.24 kN(396.00 kN時(shí)，最大索力為265.51 kN)，如圖4b所示，兩者斜張索的力-索力曲線基本吻合.當(dāng)跨中集中荷載達(dá)到90.00 kN以后，斜張索的索力隨集中荷載的變化率開始增大.

模型試驗(yàn)結(jié)果和ANSYS有限元計(jì)算結(jié)果表明，當(dāng)外荷載達(dá)到模型試驗(yàn)的最大值386.00 kN時(shí)，兩者索拉應(yīng)力分別達(dá)到1 806.42 MPa和1 837.43 MPa，已經(jīng)接近其屈服應(yīng)力1 920.00 MPa.此時(shí)，主梁1/3跨和2/3跨臨界斷面頂板最大壓應(yīng)變測量值分別為4.88×10-4和4.84×10-4，計(jì)算值為4.90×10-4(混凝土壓應(yīng)變?yōu)檎?，低于峰值應(yīng)變值0.002和極限應(yīng)變值0.003，如圖5所示，混凝土計(jì)算壓應(yīng)力為19.10 MPa.測量和計(jì)算均表明，該處底板縱向抗拉鋼筋屈服(500.00 MPa)，而頂板抗壓鋼筋未屈服(達(dá)-100.40 MPa)，如圖6所示(鋼筋拉應(yīng)力為正).理論計(jì)算與試驗(yàn)測量結(jié)果相符.

a 力-位移曲線

b 力-索力曲線

圖5 1/3跨臨界斷面頂板混凝土的荷載-應(yīng)變曲線

a 抗拉鋼筋

b 抗壓鋼筋

試驗(yàn)測量與理論計(jì)算結(jié)果均表明，試驗(yàn)梁破壞模式為斜張索斷裂先于主梁混凝土壓潰.此時(shí)，索力的軸向分力對主梁工字型斷面的軸向壓應(yīng)力由初始的0.43 MPa增大到3.02 MPa.

2.2 結(jié)構(gòu)效率值

定義結(jié)構(gòu)效率值φ為外荷載作用下，由梁下斜張索系統(tǒng)導(dǎo)致的彎矩卸載量與無斜張系統(tǒng)的彎矩的比值[10-11].在彈性階段，對本文模型試件跨中作用集中荷載Q時(shí)，結(jié)構(gòu)效率值φ的解析表達(dá)式[10-11]為

(3)

式(1)～(3)中:Ec為主梁混凝土彈性模量；Ic為主梁慣矩；E為斜張索彈性模量；Asc為斜張索截面面積；L為簡支梁跨徑；Ac為主梁截面面積；α為主梁軸線與斜張索軸線夾角.表1列出了模型試件在跨中集中荷載作用下的各內(nèi)力與外荷載和結(jié)構(gòu)效率值φ的數(shù)學(xué)關(guān)系.

圖7給出了模型試件結(jié)構(gòu)效率值φ與跨中荷載Q的關(guān)系.結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)效率值φ隨著加載的進(jìn)行由彈性階段的0.26增長至0.90，即隨著混凝土開裂，主梁的抗彎剛度降低，斜張索承擔(dān)的內(nèi)力比例迅速提升，索力對主梁的軸向壓應(yīng)力增大，而其豎向分力極大地削減了主梁的荷載彎矩.

表1 模型試件內(nèi)力與結(jié)構(gòu)效率值φ的解析關(guān)系

圖7 荷載與結(jié)構(gòu)效率值曲線

2.3 破壞機(jī)理分析

由試驗(yàn)與ANSYS分析可知，主梁臨界斷面為1/3跨斷面，主梁將最先在1/3跨斷面發(fā)生破壞(混凝土壓應(yīng)變最大).

針對每個(gè)荷載步，將斜張索索力等效為軸向分力和跨中豎向分力，作用于模型主梁的簡支梁，計(jì)算在逐級(jí)增大的跨中集中荷載作用下，1/3跨斷面(臨界斷面)處的極限抗彎承載能力，以其作為梁下斜張梁的抵抗彎矩，并與該荷載步下梁下斜張梁的荷載彎矩進(jìn)行對比，如圖8所示.

圖8 荷載與1/3跨臨界斷面彎矩

由圖8可知，主梁1/3跨斷面的荷載彎矩隨跨中集中荷載的增加而增大，同時(shí)該斷面的抵抗彎矩也隨外荷載增大.如2.2中所述，隨著混凝土開裂和結(jié)構(gòu)效率值φ的提升，索力豎向分力削減了主梁的荷載彎矩，使其隨外荷載增長的斜率降低；索力軸向分力增大了主梁的壓應(yīng)力儲(chǔ)備，使抵抗彎矩及其變化斜率均隨外荷載增大.在加載后期，主梁抵抗彎矩的增長比其荷載彎矩增長得快，直至斜張索斷裂，該兩條荷載-彎矩曲線仍不能相交，因此試驗(yàn)梁的破壞模式為斜張索斷裂先于主梁混凝土壓潰.假設(shè)結(jié)構(gòu)始終處于彈性狀態(tài)，即不考慮混凝土開裂，因此結(jié)構(gòu)效率值在加載中保持初始值不變，主梁臨界斷面的抵抗彎矩和荷載彎矩增長斜率不隨外荷載變化，由圖8不難得出，結(jié)構(gòu)的破壞模式為主梁混凝土壓潰先于斜張索斷裂，結(jié)構(gòu)所能承受的最大跨中集中荷載為240.00 kN，遠(yuǎn)低于實(shí)際值396.00 kN，因此彈性假設(shè)下的結(jié)構(gòu)受力狀態(tài)偏于保守.

3 參數(shù)分析

為研究結(jié)構(gòu)效率值φ對跨中集中荷載作用下梁下斜張橋破壞模式的影響規(guī)律，以試驗(yàn)試件為基礎(chǔ)，分別單獨(dú)調(diào)整與結(jié)構(gòu)效率值φ相關(guān)的斜張索截面面積和撐桿高跨比，獲得調(diào)整后結(jié)構(gòu)的破壞模式并進(jìn)行極限承載能力分析.

3.1 斜張索截面面積對破壞模式的影響

為研究斜張索截面面積對結(jié)構(gòu)破壞模式的影響，通過已經(jīng)建立的ANSYS有限元模型，調(diào)整模型中斜張索面積(初始總索力仍為110.00 kN)進(jìn)行數(shù)值分析.計(jì)算獲得結(jié)構(gòu)破壞時(shí)主梁1/3跨斷面(臨界斷面)的最大荷載彎矩和最大抵抗彎矩，以及加載過程中外荷載與結(jié)構(gòu)效率值φ之間的關(guān)系，如圖9所示，得出以下結(jié)論：

(1)斜張索截面面積由0.25Asc增至1.50Asc(Asc=280 mm2)，結(jié)構(gòu)的破壞模式為斜張索斷裂先于主梁壓潰，結(jié)構(gòu)所能承受的最大跨中荷載以及主梁的最大抵抗彎矩和最大荷載彎矩均隨索面積增大；索面積為1.75Asc時(shí)，結(jié)構(gòu)的破壞模式為主梁先壓潰而斜張索未屈服.

(2)隨著索面積的增大，主梁開裂時(shí)的跨中荷載增大.主梁進(jìn)入塑性后，結(jié)構(gòu)效率值第1個(gè)增長區(qū)間的斜率隨索面積的增大而降低，第1個(gè)增長區(qū)間與第2個(gè)增長區(qū)間的拐點(diǎn)(裂縫數(shù)量穩(wěn)定)對應(yīng)的結(jié)構(gòu)效率值隨之增大.其中，索面積為0.25Asc的算例中，結(jié)構(gòu)效率值未達(dá)到拐點(diǎn)斜張索就已斷裂；索面積為1.75Asc的算例中，因結(jié)構(gòu)效率值增長斜率較低，索力對主梁抵抗彎矩的增強(qiáng)和荷載彎矩的削減作用不明顯，所以產(chǎn)生了主梁壓潰先于斜張索屈服的破壞模式.

a 索截面面積與臨界斷面彎矩關(guān)系

b 荷載與結(jié)構(gòu)效率值曲線

Fig.9Parameteranalysisaimingatfailuremodesofstructureswithdifferentcablesectionareas

分析顯示，自錨式梁下斜張橋梁破壞模式和斜張索截面Asc相關(guān)，當(dāng)Asc面積相對較大時(shí)，將產(chǎn)生主梁先壓潰的破壞模式，反之，則為斜拉索先斷裂的破壞模式.

3.2 撐桿高跨比H/L對破壞模式的影響

為研究撐桿高跨比H/L對結(jié)構(gòu)破壞模式的影響，通過已經(jīng)建立的ANSYS有限元模型，調(diào)整模型中撐桿高跨比進(jìn)行數(shù)值分析.采用剛性支承連續(xù)梁法確定其初始索張拉力，即確?？偹髁Φ呢Q向分力均為64.24 kN.計(jì)算獲得結(jié)構(gòu)破壞時(shí)主梁1/3跨斷面(臨界斷面)的最大荷載彎矩和最大抵抗彎矩，以及加載過程中外荷載與結(jié)構(gòu)效率值φ之間的關(guān)系，如圖10所示，得出以下結(jié)論：

(1)當(dāng)撐桿高跨比為0.03(即α=3.43°，梁下斜張索在結(jié)構(gòu)中的作用已接近體內(nèi)預(yù)應(yīng)力束)時(shí)，初始總索力即為屈服索力537.60 kN，開始加載后，斜張索將立即屈服.

(2)撐桿高跨比由0.15增至0.30的算例中，結(jié)構(gòu)的破壞模式為斜張索斷裂先于主梁壓潰，結(jié)構(gòu)所能承受的最大跨中荷載隨撐桿高跨比增大，主梁的最大抵抗彎矩和最大荷載彎矩均隨撐桿高跨比增大而減小，前者減小得比后者緩慢；撐桿高跨比為0.05和0.10的算例中，結(jié)構(gòu)的破壞模式為主梁先壓潰而斜張索未屈服.

a 撐桿高跨比與臨界斷面彎矩關(guān)系

b 荷載與結(jié)構(gòu)效率值曲線

Fig.10Parameteranalysisaimingatfailuremodesofstructureswithdifferentdepth-spanratiosofstrut

(3)隨著撐桿高跨比的增大，主梁開裂時(shí)的跨中荷載降低.主梁進(jìn)入塑性后，結(jié)構(gòu)效率值第1個(gè)增長區(qū)間的斜率隨撐桿高跨比的增大而增大，第1個(gè)增長區(qū)間與第2個(gè)增長區(qū)間拐點(diǎn)對應(yīng)的結(jié)構(gòu)效率值也隨之增大.其中，撐桿高跨比為0.05和0.30的算例中，由于結(jié)構(gòu)的初始效率值較低，且結(jié)構(gòu)效率值增長斜率較低，索力對主梁抵抗彎矩的增強(qiáng)和荷載彎矩的削減作用不明顯，所以產(chǎn)生了主梁壓潰先于斜張索斷裂的破壞模式.

分析顯示，自錨式梁下斜張橋梁破壞模式和撐桿高跨比H/L相關(guān)，當(dāng)撐桿高跨比H/L相對較小時(shí)，將產(chǎn)生主梁先壓潰的破壞模式；反之，則為斜拉索先斷裂的破壞模式.

4 板式主梁結(jié)構(gòu)對比分析

由公式(1)～(3)可知，增大主梁的長細(xì)比可以提升結(jié)構(gòu)效率值，可以通過采用梁高較低的板式主梁實(shí)現(xiàn)[10-11].在跨中集中荷載作用下，主梁截面采用高0.167 m、寬0.666 m的板梁截面，主梁內(nèi)部普通鋼筋仍采用直徑6 mm的HRB500螺紋鋼筋(上、下兩側(cè)各6根)，而體內(nèi)預(yù)應(yīng)力束采用2束4Φs15.2的通長直束，分別位于主梁形心軸的左右兩側(cè).板式主梁結(jié)構(gòu)的混凝土用量為模型試件的70.92%，體內(nèi)預(yù)應(yīng)力束用量比模型試件多38.81%，梁下斜張索與模型試件相同，板式主梁結(jié)構(gòu)的材料成本低于工字型梁結(jié)構(gòu).根據(jù)剛性支撐連續(xù)梁法，斜張索的初始張拉應(yīng)力為75.30 MPa，在斜張索初張力、體內(nèi)束預(yù)張力和自重的共同作用下，在成橋初始狀態(tài)主梁內(nèi)部可達(dá)到全截面受壓的應(yīng)力狀態(tài)，最大正應(yīng)力為8.48 MPa.

計(jì)算結(jié)果表明，板式結(jié)構(gòu)的極限跨中荷載為378.00 kN，基本與試驗(yàn)梁接近，其破壞模式同樣為斜張索斷裂先于主梁壓潰.破壞時(shí)主梁跨中混凝土壓應(yīng)變達(dá)到最大值0.000 67，低于極限峰壓應(yīng)變值0.002 00.

板式主梁結(jié)構(gòu)的跨中集中荷載作用下的荷載-結(jié)構(gòu)效率值曲線如圖11所示.對比圖11與圖7可知，板式主梁初始結(jié)構(gòu)效率值遠(yuǎn)高于工字型主梁；前者的結(jié)構(gòu)效率值在主梁開裂后的第1個(gè)增長區(qū)間增長得比后者緩慢；前者在第1個(gè)增長區(qū)間和第2個(gè)增長區(qū)間的拐點(diǎn)(裂縫數(shù)量穩(wěn)定)對應(yīng)的結(jié)構(gòu)效率值大于后者.

圖11 板式主梁結(jié)構(gòu)的荷載與結(jié)構(gòu)效率值曲線

板式主梁彈性假設(shè)與實(shí)際抵抗彎矩和荷載彎矩隨跨中荷載的增長規(guī)律如圖12所示.可以得出以下結(jié)論：

(1)跨中斷面的抵抗彎矩在整個(gè)加載過程中都大于對應(yīng)斷面的荷載彎矩，其破壞模式與破壞機(jī)理與試驗(yàn)梁相同.在彈性假設(shè)下，結(jié)構(gòu)的破壞模式為主梁混凝土壓潰先于斜張索斷裂，結(jié)構(gòu)所能承受的最大跨中集中荷載為270.60 kN，低于實(shí)際值378.00 kN，彈性假設(shè)下的結(jié)構(gòu)受力狀態(tài)同樣偏于保守.

(2)板式主梁的成橋初始正應(yīng)力大于工字型主梁，且板梁結(jié)構(gòu)的效率值在主梁進(jìn)入塑性后增長得比工字型梁結(jié)構(gòu)緩慢.因此，板式主梁1/3跨斷面的抵抗彎矩隨外荷載的增長曲線相較于工字型主梁更為平緩，而其荷載彎矩的增長曲線更加平滑，兩者的增長斜率沒有出現(xiàn)明顯突變.

圖12 跨中集中荷載與板梁結(jié)構(gòu)主梁彎矩關(guān)系

Fig.12CurvesofQ-momentsinmidspanand1/3spanofstructurewithslabdeck

5 結(jié)論

對自錨式梁下斜張橋梁在逐級(jí)增大的跨中集中荷載作用下的結(jié)構(gòu)反應(yīng)機(jī)理進(jìn)行了模型試驗(yàn)與ANSYS有限元分析研究，得到主梁臨界斷面的抵抗彎矩與荷載彎矩并進(jìn)行比較，分析了產(chǎn)生試驗(yàn)?zāi)Ｐ推茐哪Ｊ降脑颍贸隽艘韵轮饕Y(jié)論：

(1)結(jié)構(gòu)效率值φ決定了主梁和斜張索的內(nèi)力分配關(guān)系.隨著主梁混凝土進(jìn)入塑性階段，結(jié)構(gòu)效率值φ提高，索力隨外荷載的增長斜率提升，與索力軸向分力正相關(guān)的抵抗彎矩增長斜率提升，而與索力豎向分力負(fù)相關(guān)的荷載彎矩增長斜率降低.

(2)試驗(yàn)梁的破壞模式為斜張索斷裂先于主梁壓潰.在不考慮主梁開裂對結(jié)構(gòu)效率值影響的彈性假設(shè)下，結(jié)構(gòu)的破壞模式為主梁壓潰先于斜張索斷裂，所能承受的最大跨中荷載遠(yuǎn)低于實(shí)際值，根據(jù)彈性假設(shè)進(jìn)行設(shè)計(jì)偏于保守.

(3)自錨式梁下斜張橋梁破壞模式和斜張索索面積與撐桿高跨比相關(guān).當(dāng)索面積相對較大或撐桿高跨比相對較小時(shí)，將產(chǎn)生主梁先壓潰的破壞模式；反之，則為斜拉索先斷裂的破壞模式.在通常的工程設(shè)計(jì)范圍內(nèi)，結(jié)構(gòu)的破壞模式均為斜拉索先斷裂的破壞模式.

(4)板式主梁結(jié)構(gòu)的體內(nèi)預(yù)應(yīng)力束用量多于工字型梁結(jié)構(gòu)，主梁混凝土用量低于工字型梁結(jié)構(gòu)，材料成本低于工字型梁結(jié)構(gòu).其破壞模式仍為斜張索斷裂先于主梁壓潰，所能承受的最大跨中集中荷載略低于工字型主梁結(jié)構(gòu).