某鋼結構景觀橋晃動分析及加固

曹守金，單彬彬，王高峰

（中國市政工程中南設計研究總院有限公司，湖北 武漢 430000）

1 改造前景觀橋概況

1.1 橋梁布置

景觀橋跨徑23.37 m，起拱高度2.0 m；橫向布置：橫橋寬度4.0 m。

主梁GL1 采用焊接H 型鋼H600×240×8×10，共兩道；橫梁GL2 采用焊接H 型鋼H200×200×6×8，間距1.5 m；支撐木鋪裝縱梁GL3 采用焊接H 型鋼H150×150×6×6，間距0.84 m。橋梁用鋼材等級均為Q235B 級鋼。主梁GL1 支座采用4M30 地腳螺栓。鋼橋結構平面布置見圖1。

圖1 鋼橋結構平面布置圖（單位：mm）

1.2 橋梁節(jié)點連接

（1）橫向GL2 與GL1 腹板采用2M16 栓接，GL2 上下翼緣板與GL1 無連接，節(jié)點構造為鉸接（見圖2）。

圖2 GL2 與GL1 現狀連接方式（單位：mm）

（2）縱向GL3 與GL2 腹板采用2M16 栓接，GL3 上下翼緣板與GL2 無連接，節(jié)點構造為鉸接（見圖3）。

圖3 GL3 與GL2 現狀連接方式（單位：mm）

（3）GL1 支座采4M30 預埋螺栓，節(jié)點支撐方式為鉸接（見圖4）。

圖4 GL1 支座連接方式（單位：mm）

2 晃動原因分析

橋梁建成后即發(fā)現當人走至跨中位置時，能明顯感到橋梁橫向晃動，即使一兩個人走在上面，橫向晃動仍比較明顯。

初步分析可能存在以下原因：橋梁橫梁GL2 與主梁GL1、GL3 與GL2 節(jié)點連接方式均為鉸接，體系存在穩(wěn)定問題；GL1 支座鉸接存在缺陷，存在位移可能。

針對以上分析，分別采用Midas 建立模型進行比較分析：按現狀實際情況建立模型，節(jié)點連接方式均為鉸接；調整GL1 支座為固定支座（限制位移及轉角），鋼梁節(jié)點連接方式保持為鉸接；調整鋼梁節(jié)點連接方式為剛接，GL1 支座保持鉸接；增加交叉支撐。

對比模型加載：結合現場情況，在一側欄桿處施加水平荷載，施加荷載大小按照1 kN。

2.1 原橋模型復核計算結果（GL1 支座鉸接，GL節(jié)點鉸接）

根據模型結果，計算結果不收斂，結構體系不穩(wěn)定，實際現場位移沒有過大應是實際節(jié)點構造和理論節(jié)點鉸接存在差異，實際節(jié)點存在一定限制扭轉的能力，不是純粹的鉸接連接，見圖5。

圖5 原橋模型橫橋位移（DY）計算結果

2.2 GL1 支座修改為固定支座時計算結果

根據模型結果，在1 kN 水平集中力作用下，橫橋水平向最大位移為16.5 mm，結構體系穩(wěn)定，但水平位移過大，不能滿足要求（如按照一側欄桿施加1 kN/m 的水平力位移將更難滿足要求）。特征值分析結果顯示，該情況下橫向一階自振頻率為0.5 Hz，與行人頻率接近，存在共振可能性，見圖6。

圖6 GL1 支座修改為固定時橫橋位移（DY）計算結果

2.3 GL 節(jié)點剛接時計算結果

根據分析，在1 kN 水平集中力作用下，橫橋水平向最大位移為0.3 mm，結構體系穩(wěn)定，水平位移很小。最大水平位移根據最不利加載情況再行計算確定。特征值分析結果顯示，該情況下橫向一階自振頻率為3.4 Hz，滿足要求，見圖7。

圖7 鋼梁節(jié)點剛接時橫橋位移（DY）計算結果

2.4 增加支撐后計算結果

根據分析，在1 kN 水平集中力作用下，橫橋水平向最大位移為1.8 mm，結構體系穩(wěn)定，水平位移較小。最大水平位移根據最不利加載情況再行計算確定。特征值分析結果顯示，該情況下橫向一階自振頻率為1.2 Hz，不滿足要求，見圖8。

圖8 增加支撐后橫橋位移（DY）計算結果

根據上述分析，可以確定原橋體系穩(wěn)定存在問題，即在水平力作用下，結構體系為機動。計算結果驗證了初步假定的正確性。

3 改造加固方案

結合前述不同改造模型分析結果，修改主梁支座形式及修改GL 節(jié)點形式均可使結構體系穩(wěn)定。

（1）改造支座：鋼結構橋梁支座常用做法為插入式支座，即主梁插入混凝土中并設置抗剪鍵與混凝土結合一起，目前情況下改造成該種支座難度較大。即使支座可以改造成固定形式，但橫向水平力產生的位移仍然較大難以滿足要求，同時結構自振頻率也不能滿足要求。

（2）改造鋼梁節(jié)點：通過增加鋼梁翼緣連接來改變節(jié)點形式，變鉸接節(jié)點為剛接節(jié)點，增加橋梁贅余度，達到體系穩(wěn)定的目的。該處理方法主要是現場焊接工作量大，同時需克服實際連接與理論的差異，即目前GL2 與GL1 在中部連接，與GL1 翼緣板只能通過側面加焊鋼板實現連接，實際節(jié)點難以百分百達到理論剛接效果。考慮上述原因，在上述方案的基礎上，在GL2 的下方增設交叉支撐；同時在橋面滿鋪橋面板，橋面板按區(qū)格下料，采用6 厚鋼板，與鋼梁滿焊，增加體系的整體性。

3.1 改造后橋梁計算結果

改造后鋼橋計算模型見圖9。

圖9 改造后鋼橋計算模型

主梁計算結果如下：

（1）主梁最大組合應力為155 MPa≤215 MPa，滿足要求，見圖10。

圖10 主梁組合應力結果

（2）主梁縱向整體穩(wěn)定驗算

按照《公路橋規(guī)》，雙鉸縱向穩(wěn)定計算時計算長度為0.54 La；按照簡支梁時計算長度為La，取不利進行計算，計算長度取23.70 m。按照《鋼結構設計標準》計算，主梁整體穩(wěn)定性滿足要求。

（3）主梁水平變形最大值為2.4 mm，豎向最大變形量為9.0 mm，滿足規(guī)范L/600=39.5 mm，見圖11、圖12。

圖11 主梁水平變形（DY）結果

圖12 主梁豎向變形（DZ）結果

（4）結構一階橫向自振頻率最大值為4.5 Hz，規(guī)范規(guī)定豎向自振頻率限值為3.0 Hz，一般水平自振頻率不應低于豎向自振頻率的0.5 倍，滿足要求。

施工改造順序：拆除橋面系→安裝交叉支撐→改造鋼梁節(jié)點→橋面板及鋪裝系統(tǒng)安裝。交叉支撐安裝完成后，根據現場反饋情況，橫向晃動問題已經消失。

4 結 語

（1）通過該橋的分析及加固方案設計，對以后類似工程有一定借鑒意義。

（2）鋼結構橋梁設計過程中應注意橫向分析，特別對于一些體量較小、寬跨比小的窄橋或線形復雜的鋼結構人行橋梁，應注意整體受力分析。

（3）鋼結構人行橋梁往往自重輕、跨度大，應注意將自振頻率控制在規(guī)范允許范圍內。

（4）對于跨度較大的鋼結構人行拱橋，主拱建議采用箱型梁；主拱與橋臺采用插入式做法。