唐 超,寧 凡,劉佳桐

(1.湖南省交通水利建設集團有限公司，湖南 長沙 410000；2.廣東省南粵交通投資建設有限公司，廣東 廣州 510000;3.中南林業(yè)科技大學，湖南 長沙 410004)

0 引言

現(xiàn)代膠合木結構構件是通過鋸木層板膠合而成，剔除了原木存在的一些木節(jié)、裂隙等固有缺陷，相比原木結構提高了材料的勻質性，從而提高了結構承載力、剛度和可靠性；并且可方便地加工成不同形狀與尺寸的構件，適應橋梁等重型木結構和裝配化建造。至今，國內外關于膠合木結構受力性能及應用開展了較多的研究[1]，取得了大量成果。FANOUS F[2]研究了膠合木梁橋的活荷載分布系數(shù)；SEO J[3]開展了使用荷載作用下木橋的性能評估；CHIOTAN C[4]等采用歐洲規(guī)范對木結構橋梁進行了比較設計研究；RANJITH S[5]開展了木橋的損傷預測分析；王解軍[6-8]等開展了膠合木拱橋模型靜力試驗及廊橋的靜力與穩(wěn)定性分析；陳愛國[9]試驗研究了H形鋼-木組合梁受彎性能；還有，王明謙[10]、CHEN A J[11]等開展了螺栓連接的受力性能研究。

概之，目前國外關于現(xiàn)代膠合木結構理論研究與工程應用較多；而國內起步晚，目前主要集中于膠合木構件、螺栓連接及小跨徑木橋等力學性能研究，對于大跨重型木結構橋梁的研究尚少。本文設計了一座我國目前最大跨徑的膠合木桁梁橋(跨徑30 m)，介紹其結構設計與力學驗算情況，成果可為同類膠合木橋設計提供參考。

1 木橋設計

河北洞陽坡森林公園工人橋為木結構人行橋，于 2018年10月建成。該橋設計為單跨簡支膠合木桁梁橋(見圖1和圖2)，橋長32.8 m，橋寬3 m，計算跨徑L0=28.80 m。分8個節(jié)間，第一個和最后一個節(jié)間長度為0.602 m，中間6個節(jié)間長度為4.6 m；主桁高度H=3.95 m，縱梁中心距2.37 m；其中，下弦桿及橋門架桿件截面尺寸為170 mm×400 mm(b×h)，上弦桿、腹桿、上平縱聯(lián)桿截面尺寸為170 mm×300 mm(b×h)。螺栓連接代表節(jié)點S1(下弦桿與斜腹桿連接)布置如圖3、表1所示(限于篇幅，其它節(jié)點連接未示出)。兩端橋臺采用鋼筋混凝土結構，橋臺頂面設置橡膠板以支承木桁梁，并且木桁梁下弦桿與臺座間采用螺栓連接。木橋于2018年10月建成(見圖4)。

圖2 木桁梁橋橫截面(單位：mm)

圖3 螺栓連接節(jié)點S1布置(單位：mm)

(a)立面 (b)橫向

選用材料：主桁桿件采用膠合木，其強度等級為TCT21，彈性模量為8 000 N/mm2,泊松比0.356 1，容重6.2 kN/m3。

設計荷載等級：人群荷載4.5 kN/m2，計算時轉換成線荷載5.33 kN/m布置在兩側下弦桿上；雪荷載參照《建筑結構荷載規(guī)范》(GB 5009-2012)全國雪壓分布按50 a一遇雪壓0.3 kN/m2取值，換成線荷載為0.4 kN/m；風荷載根據(jù)《城市人行天橋與人行地道技術規(guī)范》(CJJ69-95)，橫向風力為橫向風壓乘以迎風面積，橫向風壓按公式(1)計算：

W=K1·K2·K3·K4·W0

(1)

式中:W0為基本風壓值，參照《建筑結構荷載規(guī)范》(GB5009-2012)全國風壓分布，取0.4 kN/m2；K1為設計風速頻率轉換系數(shù)，取0.85；K2為風載體型系數(shù)，取1.30；K3為風壓高度變化系數(shù)，采用1.00；K4為地形、地理條件系數(shù)，取0.80。

由式(1)計算可得:W=0.354 kN/m2。

表1 螺栓連接節(jié)點S1構件尺寸表Table1 DimensionstableofboltedjointS1component構件名稱構件尺寸構件數(shù)量/個材料等級鋼板1684×300×102Q345B鋼板2500×300×102Q345B鋼板31040×400×102Q345BM20L290雙頭螺栓20L290458.8級螺栓

2 結構受力分析與驗算

2.1 有限元計算模型

采用有限元軟件建立木桁梁橋整體結構空間計算模型(見圖5)。主要受力桁架結構的各桿件(包括上、下弦桿、斜腹桿及橋門架)均采用梁單元模擬，共有節(jié)點83個，單元115個。整體結構計算模型不包含護欄、橋面格柵以及鋪裝防腐木板，該部分自重作為荷載施加到結構上；支承方式按兩端簡支考慮。

圖5 結構有限元模型

考慮結構自重、人行荷載、雪載及風載作用，并按規(guī)范進行荷載工況組合：

組合1：1.2×恒載+1.4×人行荷載+1.1×雪荷載；

組合2：1.2×恒載+1.4×人行荷載+1.1×雪荷載+1.1×風荷載。

2.2 位移計算結果

通過計算分析，得到自重作用、人行荷載、雪荷載、風載及組合作用下的位移如圖6所示。其中，x、y、z軸分別表示橋梁縱向、橫向和豎向；Dx為橋梁縱向位移，從左至右為正，反之為負；Dy為橋梁橫向位移，朝前為正、朝后為負；Dz為橋梁豎向位移，向上為正、向下為負。

荷載組合1作用下的結構位移見圖6、跨中節(jié)點位移見表3。表中節(jié)點6和節(jié)點17分別為左、右側主桁架下弦桿跨中節(jié)點。由表可知，組合2作用下6號節(jié)點最大豎向位移為35.18 mm，17號節(jié)點最大橫向位移為51.77 mm，均大于組合1的相應值。

圖6 荷載組合1作用下的結構豎向位移(單位：mm)

表3 荷載組合作用下跨中節(jié)點位移Table3 Displacementofmid-spannodeunderloadcombi-nationmm節(jié)點編號組合1組合2DxDyDzDxDyDz64.4840.362-34.7904.19351.763-35.182174.4820.367-34.8274.37251.776-31.341

2.3 應力計算結果

有限元法的單元組合應力按下式計算：

σ=N/A±My/Wy±Mz/Wz

(2)

式中：N為單元軸力；My、Mz分別為單元截面繞y軸、z軸的彎矩；A為單元截面積；Wy、Wz分別為截面繞y軸、z軸的抵抗矩。

通過兩種組合工況的應力計算結果比較，發(fā)現(xiàn)組合2為最不利組合，各種最大應力均發(fā)生在組合2，因此這里僅列出組合2的關鍵應力結果(見圖7、表4)。其中拉應力為“+”，壓應力為“-”，I、J表示單元兩端節(jié)點的編號。

(a)軸向應力

由表4可知，最大軸向拉應力發(fā)生在右側主桁架跨中部位下弦桿15、16號單元，其值為3 670 kN/m2；最大軸向壓應力發(fā)生在左側主桁架跨中部位上弦桿27、28號單元，為-5 750 kN/m2，這表明主桁架發(fā)生橫向彎曲并伴隨扭轉；主桁架梁端支承處下弦水平桿2號單元產生最大組合應力10 500 kN/m2。

表4 組合2作用下結構應力Table4 Structuralstressundercombination2單元位置軸向應力/(kN·m-2)彎曲應力-y/(kN·m-2)彎曲應力-z/(kN·m-2)組合應力/(kN·m-2)2I[2]1.79E+024.36E+03-9.01E+03-4.47E+032J[3]1.79E+022.91E+037.43E+031.05E+0415I[16]3.66E+032.27E+02-2.61E+031.27E+0315J[17]3.66E+03-2.26E+02-2.80E+036.31E+0216I[17]3.67E+03-2.09E+02-2.81E+036.52E+0216J[18]3.67E+032.10E+02-2.61E+031.27E+0327I[32]-5.75E+036.21E+011.97E+02-5.49E+0327J[33]-5.75E+03-1.52E+025.39E+02-5.37E+0328I[33]-5.75E+03-1.52E+025.39E+02-5.37E+0328J[34]-5.75E+036.10E+011.59E+02-5.53E+03

2.4 結構驗算

a.強度驗算。

根據(jù)《規(guī)范》[12]，膠合木材料設計強度及彈性模量如表5所示。

表5 膠合木設計強度及彈性模量Table5 DesignStrengthandElasticModulusofGlulam強度等級抗彎強度fm/MPa順紋抗壓強度fc/MPa順紋抗拉強度ft/MPa彈性模量E/MPaTCT212120158000

由表4可知27、28號單元最大軸向壓應力為：5 750 kN/m2=5.75 MPa

b.剛度驗算。

由表3知，桁梁跨中最大豎向位移為：35.18 mm

3 結論

本文設計了一座目前我國最大跨徑(30 m)人行膠合木梁簡支桁梁橋，于2018年10月建成使用，運行情況良好。采用有限元軟件建立木橋結構空間計算模型，按設計規(guī)范考慮結構自重、人行荷載、雪荷載及風荷載的組合作用進行分析計算，獲得結論如下：

a.膠合木結構完全可用于大跨人行橋，計算結果表明木橋結構強度與剛度均滿足規(guī)范要求，結構設計合理、安全可靠。

b.由于該橋跨徑較大、橫向寬度較窄(3 m寬)，結構橫向剛度較小，風載作用下主桁架跨中橫向位移較大。雖然結構橫向剛度驗算滿足有關設計規(guī)范要求，但考慮到人行的舒適性，在今后類似橋梁設計中可適當采取提高結構橫向剛度的措施。

c.橋梁建成后應及時維護，加強膠合木構件及連接件的防腐措施，確保結構的耐久性。