趙 曼，陳士通，孫志星，許宏偉

（1. 石家莊鐵道大學(xué) 土木工程學(xué)院，河北 石家莊 050043；2. 石家莊鐵道大學(xué) 省部共建交通工程結(jié)構(gòu)力學(xué)行為與系統(tǒng)安全國(guó)家重點(diǎn)實(shí)驗(yàn)室，河北 石家莊 050043；3. 石家莊鐵道大學(xué) 河北省交通應(yīng)急保障工程技術(shù)研究中心，河北 石家莊 050043）

應(yīng)急搶修鋼梁主要用于自然災(zāi)害或戰(zhàn)時(shí)橋梁損毀后的應(yīng)急搶通，可反復(fù)拆裝使用。應(yīng)急使用過(guò)程中可能出現(xiàn)通行荷載不明確以及因碰撞、炸彈等外力導(dǎo)致構(gòu)件局部損傷的現(xiàn)象，極限荷載分析是確保應(yīng)急搶修鋼梁極端條件下安全應(yīng)用的前提。應(yīng)急搶修鋼梁多采用桁架結(jié)構(gòu)，超載或桿件損傷易導(dǎo)致桁架結(jié)構(gòu)強(qiáng)度或穩(wěn)定破壞，出現(xiàn)極限承載力不足的情況［1-2］。為確保大跨應(yīng)急搶修鋼桁梁在極端條件下的結(jié)構(gòu)安全，需深入研究結(jié)構(gòu)的極限荷載，明確其非損傷狀態(tài)和損傷狀態(tài)下的破壞荷載及失效形式。

橋梁的極限荷載是研究橋梁極限承載力的重要指標(biāo)，是橋梁工程師最關(guān)心的問(wèn)題之一，國(guó)內(nèi)外很多學(xué)者對(duì)其進(jìn)行了研究［3-7］。早期采用線彈性理論，以屈曲分析的1階荷載系數(shù)作為結(jié)構(gòu)失效的極限荷載，這種方法過(guò)高地估計(jì)了結(jié)構(gòu)的極限承載力。隨著計(jì)算機(jī)的日益發(fā)展和廣泛應(yīng)用，非線性有限元法逐漸成為結(jié)構(gòu)極限荷載分析的重要工具。文獻(xiàn)［8］根據(jù)連續(xù)介質(zhì)力學(xué)基本理論，采用非線性有限元法，研究了鋼桁梁柔性拱橋在不同加載情況下的極限承載力，結(jié)果表明橋梁局部變形失穩(wěn)是影響整體極限承載力的重要因素。文獻(xiàn)［9］以貴州鴨池河特大橋?yàn)楸尘埃芯苛顺罂缁旌狭盒崩瓨蛟诤奢d作用下的塑性區(qū)發(fā)展過(guò)程和極限狀態(tài)下的破壞機(jī)理。文獻(xiàn)［10］分析了主跨550 m 中承式鋼拱橋的極限承載力，給出了影響大跨度拱橋極限承載力的主要參數(shù)。文獻(xiàn)［11］通過(guò)對(duì)比3 種荷載工況的線彈性承載力分析，并考慮結(jié)構(gòu)幾何非線性與材料非線性的影響，系統(tǒng)分析了大跨度鐵路鋼桁梁柔性拱橋的極限承載力。文獻(xiàn)［12］采用纖維模型法推導(dǎo)了材料非線性梁?jiǎn)卧獎(jiǎng)偠染仃嚬剑治隽舜罂缍蠕撹旃皹蚣虞d全過(guò)程的塑性區(qū)發(fā)展和應(yīng)力重分布情況，探討了布載方式、拱上建筑聯(lián)合作用等多種因素對(duì)結(jié)構(gòu)極限荷載的影響。文獻(xiàn)［13］以東江大橋?yàn)楣こ瘫尘埃_(kāi)展了雙層鋼桁梁橋的彈性屈曲、非線性屈曲、極限承載力及失效機(jī)理和影響因素等各方面的研究和探討。文獻(xiàn)［14］以跨度61.5 m 雙線下承式系桿拱橋?yàn)槔?，采用MIDAS Civil 和OpenSEES 軟件建立了該橋彈性和彈塑性有限元模型，分析了初始缺陷對(duì)極限承載力的影響。文獻(xiàn)［15］針對(duì)贛江二橋雙塔雙索面結(jié)合梁斜拉橋，考慮結(jié)構(gòu)幾何非線性及材料非線性，利用ANSYS 建立了該橋的整體穩(wěn)定性分析模型，求解了4 種不同工況的彈性屈曲系數(shù)和第二類(lèi)穩(wěn)定的極限荷載。

綜上所述，目前關(guān)于橋梁極限荷載的研究主要集中于永久性橋梁，針對(duì)鐵路應(yīng)急鋼桁梁的研究相對(duì)較少，尤其是大跨鐵路應(yīng)急搶修鋼桁梁。鐵路應(yīng)急搶修鋼梁的構(gòu)造、荷載與永久性橋梁存在較大差異，為明確大跨應(yīng)急鋼桁梁的極限荷載，本文依托128 m 跨鐵路應(yīng)急搶修鋼桁梁，建立結(jié)構(gòu)的三維非線性有限元模型，通過(guò)對(duì)非損傷狀態(tài)下鋼桁梁的彈塑性全過(guò)程分析，研究大跨應(yīng)急鋼桁梁破壞過(guò)程，確定鋼桁梁結(jié)構(gòu)的薄弱環(huán)節(jié)，并分析不同損傷狀態(tài)下結(jié)構(gòu)極限荷載變化規(guī)律。

1 128 m 大跨度鐵路應(yīng)急鋼桁梁結(jié)構(gòu)概況

大跨度鐵路應(yīng)急鋼桁梁可拼組為上承式、半穿式和穿式梁，適用于56～128 m 跨度鐵路橋梁搶修。相同桁高和桁寬時(shí)，128 m 跨鋼桁梁穩(wěn)定性和承載力最弱，故以128 m 跨為例展開(kāi)分析。主桁桿件采用Q460qD鋼材，平縱聯(lián)及橋面系采用Q420D鋼材。主桁中心距6.5 m，桁高12 m，主桁桿件均采用H 型鋼，腹桿布置方式為不設(shè)豎桿的X 型體系，節(jié)間長(zhǎng)度6 m 為主，輔以4 m 節(jié)間，可實(shí)現(xiàn)以4 m 為模數(shù)的跨度調(diào)整，主桁結(jié)構(gòu)如圖1 所示。最大使用跨度時(shí)結(jié)構(gòu)寬跨比約1/20，與規(guī)范允許值下限相近［16］，結(jié)構(gòu)整體剛度較弱。本鋼桁梁共有20 種基本構(gòu)件，其中主桁弦桿有重型弦桿、中型弦桿、輕型弦桿、端弦桿、畸零弦桿和弦桿端頭6種；腹桿系桿件有基本長(zhǎng)斜桿、端斜桿、輕型短斜桿和畸零短斜桿4種。

圖1 128 m跨鋼桁梁主桁結(jié)構(gòu)圖（單位：m）

2 有限元模型

為實(shí)現(xiàn)大跨應(yīng)急鋼桁梁極限荷載的精確分析，考慮幾何、材料非線性對(duì)結(jié)構(gòu)極限荷載的影響，采用ANSYS 軟件建立結(jié)構(gòu)非線性有限元模型［17-18］，如圖2 所示。鋼桁梁桿件采用beam189 模擬，主桁各桿件采用整體節(jié)點(diǎn)聯(lián)結(jié)，節(jié)點(diǎn)按剛結(jié)處理，考慮的設(shè)計(jì)荷載包括恒載和活載，活載采用東風(fēng)4型機(jī)車(chē)隨掛70 kN·m-1均載，如圖3 所示。鑒于戰(zhàn)時(shí)隨掛車(chē)輛的不確定性，出于安全考慮，結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)按隨掛均載長(zhǎng)度大于橋長(zhǎng)考慮。

圖2 128 m跨應(yīng)急鋼桁梁有限元模型

圖3 貨物列車(chē)荷載

主桁桿件材料本構(gòu)關(guān)系采用圖4 所示雙線性彈塑性模型，即材料經(jīng)過(guò)彈性階段達(dá)到屈服應(yīng)力后，進(jìn)入強(qiáng)化階段，強(qiáng)度會(huì)有小幅度提升，強(qiáng)化系數(shù)取為0.5%。鋼材屬于各向同性材料，適宜采用Mises屈服準(zhǔn)則作為評(píng)判結(jié)構(gòu)破壞的標(biāo)準(zhǔn)。Mises 屈服準(zhǔn)則可表示為

式中：σe為截面等效應(yīng)力；σy為材料屈服應(yīng)力。

圖4 主桁桿件的材料本構(gòu)關(guān)系

3 極限荷載

結(jié)構(gòu)的極限荷載是指結(jié)構(gòu)失效前所能承受的最大外荷載，結(jié)構(gòu)失效形式通常表現(xiàn)為2 種：一是個(gè)別構(gòu)件應(yīng)力達(dá)到材料屈服強(qiáng)度的失效，屬于強(qiáng)度破壞；二是結(jié)構(gòu)整體失穩(wěn)或個(gè)別構(gòu)件失穩(wěn)，屬于穩(wěn)定破壞［13，19］。在研究橋梁極限荷載時(shí)，將恒載視為常量，施加的外荷載與設(shè)計(jì)活載的相對(duì)比值定義為活載系數(shù)λ，結(jié)構(gòu)破壞時(shí)的活載系數(shù)即為極限荷載系數(shù)λu。

在此對(duì)恒載和列車(chē)活載作用下，128 m 跨應(yīng)急鋼桁梁非損傷狀態(tài)和損傷狀態(tài)下的極限荷載進(jìn)行探討。

3.1 非損傷狀態(tài)線彈性條件下的極限荷載

結(jié)構(gòu)的極限荷載除了與材料特性、結(jié)構(gòu)剛度和邊界條件等有關(guān)外，還與荷載組合方式及活載布置形式密切相關(guān)。針對(duì)列車(chē)荷載，其在橋上運(yùn)行過(guò)程中，列車(chē)位置時(shí)刻變化，即不同位置的列車(chē)荷載對(duì)橋梁作用不同，故對(duì)于橋梁而言，需探求列車(chē)位置對(duì)其極限荷載的影響，在此選擇列車(chē)車(chē)頭位于L/8，L/4，L/2，3L/4，L，5L/4，3L/2，7L/4及2L（L為跨徑）9 種工況進(jìn)行線彈性分析，以確定結(jié)構(gòu)最不利荷載工況。

圖5 給出了列車(chē)荷載位于不同位置的極限荷載系數(shù)λu。由圖5 可知：列車(chē)通過(guò)鋼桁梁的過(guò)程中，極限荷載系數(shù)λu呈現(xiàn)先急劇下降、后緩慢下降再趨于穩(wěn)定的變化規(guī)律。列車(chē)位于L/8 時(shí)，λu為17.071；位于L/2 時(shí)，λu為10.367；車(chē)頭駛離鋼桁梁后，λu為8.093，并保持不變。通過(guò)對(duì)λu的比較可確定，最不利荷載工況為車(chē)頭駛離鋼桁梁，隨掛均載滿(mǎn)布鋼桁梁，故后續(xù)以此工況作為基本荷載進(jìn)行分析。

圖5 列車(chē)荷載不同位置時(shí)的極限荷載系數(shù)

3.2 非損傷狀態(tài)彈塑性條件下的極限荷載

大跨橋梁的破壞常伴隨發(fā)生大變形，并與材料非線性有著密切關(guān)系，因此考慮幾何、材料雙重非線性進(jìn)行極限荷載分析。

3.2.1 鋼桁梁豎向位移和等效應(yīng)力縱向分布

非損傷狀態(tài)下，不同活載系數(shù)λ時(shí)鋼桁梁豎向位移的縱向分布如圖6 所示。由圖6 可知：活載系數(shù)λ不同時(shí)，位移分布曲線趨勢(shì)基本一致，均呈現(xiàn)拋物線形，符合簡(jiǎn)支梁的受力特點(diǎn)。鋼桁梁各處豎向位移隨活載系數(shù)λ增大而增大，其中以跨中位移增大得最大。

圖6 不同活載系數(shù)λ時(shí)豎向位移的縱向分布

圖7 給出了不同活載系數(shù)λ時(shí)鋼桁梁的等效應(yīng)力的縱向分布。由圖7 可見(jiàn)：鋼桁梁兩端應(yīng)力較小，中間應(yīng)力分布比較均勻，最大應(yīng)力出現(xiàn)在跨中；λ=1時(shí)，最大應(yīng)力為282.6 MPa，鋼桁梁整體處于彈性階段；λ=2.028 時(shí)，跨中桿件個(gè)別截面應(yīng)力最先達(dá)到屈服應(yīng)力460 MPa，是整個(gè)鋼桁梁結(jié)構(gòu)的控制桿件；λ=2.231 時(shí)，荷載達(dá)到極限值，中間區(qū)域桿件應(yīng)力均達(dá)到屈服應(yīng)力，并產(chǎn)生較大塑性變形；其他位置桿件受力相對(duì)較小，桿件發(fā)生較小塑性變形或依然處于彈性階段，桿件距離跨中越遠(yuǎn)，安全富裕度越大；等效應(yīng)力達(dá)到屈服應(yīng)力桿件的位置范圍約在34～94 m，說(shuō)明鋼桁梁破壞時(shí)，中間區(qū)域桿件基本上都處于屈服狀態(tài)，材料性能得到了充分發(fā)揮；等效應(yīng)力分布曲線呈鋸齒狀變化，這是由于平縱聯(lián)桿件對(duì)主桁弦桿的橫向作用，使得每根弦桿的應(yīng)力分布不均勻；距離梁端40 m 左右處，桿件應(yīng)力分布出現(xiàn)明顯突變現(xiàn)象，其原因是該處為重型弦桿與中型弦桿分界點(diǎn)，不同類(lèi)型桿件截面尺寸不同，引發(fā)截面應(yīng)力突變，實(shí)際工程中，中型弦桿端部位置設(shè)有局部加強(qiáng)，而建模時(shí)未考慮桿件局部加強(qiáng)（偏于安全）所致。

圖7 不同活載系數(shù)λ時(shí)等效應(yīng)力的縱向分布

3.2.2 跨中豎向位移、應(yīng)力和應(yīng)變歷程曲線

跨中桿件是整個(gè)鋼桁梁結(jié)構(gòu)的控制桿件，故選取跨中桿件進(jìn)行歷程分析。圖8給出了不同活載系數(shù)λ下鋼桁梁跨中桿件的豎向位移、等效應(yīng)力和應(yīng)變曲線。由圖8 可知：λ=0（鋼桁梁自重作用）時(shí)，跨中豎向位移為165.1 mm，截面應(yīng)力為105 MPa，遠(yuǎn)低于屈服應(yīng)力，此時(shí)結(jié)構(gòu)中所有桿件均處于彈性階段；λ=1（鋼桁梁自重與活載共同作用）時(shí)，跨中位移為432.0 mm，截面應(yīng)力為282.6 MPa，結(jié)構(gòu)依然處于彈性應(yīng)力狀態(tài)；荷載逐漸增加至λ=2.028 時(shí)，跨中位移為710.6 mm，截面應(yīng)力剛好達(dá)到屈服應(yīng)力460 MPa，處于彈塑性變形的臨界點(diǎn)；荷載繼續(xù)增加，部分桿件開(kāi)始屈服并發(fā)生塑性變形，且塑性應(yīng)變隨荷載增加迅速增大，塑性區(qū)范圍以及屈服桿件的數(shù)量也隨之快速增加，使得鋼桁梁整體的豎向位移急劇增加，進(jìn)而引發(fā)結(jié)構(gòu)大變形；荷載增至λ=2.231 時(shí)，跨中位移為1 050.0 mm，鋼桁梁因變形過(guò)大發(fā)生屈曲失穩(wěn)，荷載和位移均達(dá)到最大值，鋼桁梁處于極限狀態(tài)，完全喪失抵抗更大荷載的能力。

圖8 不同活載系數(shù)λ 下跨中桿件的豎向位移、等效應(yīng)力和應(yīng)變曲線

通過(guò)以上對(duì)跨中桿件的分析可知：當(dāng)活載系數(shù)λ從2.028 到2.231（增加10.01%）時(shí)，豎向位移從710.6 mm 變?yōu)? 050.0 mm（增加41.99%），總應(yīng)變相比彈性應(yīng)變則增加約20 倍。綜合上述分析可確定λ=2.028 時(shí)的外荷載為屈服荷載，λ=2.231 時(shí)的外荷載為鋼桁梁失穩(wěn)破壞的極限荷載，活載系數(shù)λ=2.231 即為鋼桁梁的極限荷載系數(shù)λu。由于現(xiàn)行鐵路橋規(guī)無(wú)相關(guān)規(guī)定，參考有關(guān)文獻(xiàn)［20-22］規(guī)定“結(jié)構(gòu)按彈塑性全過(guò)程分析時(shí)，安全系數(shù)可取為2.0”可知，非損傷狀態(tài)下鋼桁梁具有足夠的安全保證。

3.3 桿件損傷狀態(tài)下的極限荷載

應(yīng)急鋼桁梁使用過(guò)程中可能因外力導(dǎo)致構(gòu)件損傷，構(gòu)件損傷具有不確定性。在此根據(jù)桿件損傷位置、損傷長(zhǎng)度和損傷形式，構(gòu)建不同損傷程度下的損傷工況進(jìn)行分析。

3.3.1 不同損傷位置的極限荷載

根據(jù)鋼桁梁受力特點(diǎn)和結(jié)構(gòu)特點(diǎn)，選擇3 個(gè)損傷位置：L/4，3L/8 和L/2，損傷長(zhǎng)度取為單位長(zhǎng)度1 m，損傷形式為截面尺寸減小，用面積折減系數(shù)ζA模擬桿件截面損傷程度，分析時(shí)依次取ζA為1.00，0.95，0.90，0.85和0.80。

圖9 給出了不同損傷位置時(shí)鋼桁梁的極限荷載系數(shù)。由圖9 可知：損傷位置在L/4 時(shí)，λu隨損傷程度基本不變；損傷位置在L/2 時(shí)，λu隨損傷程度增加而迅速減?。粨p傷位置在3L/8 時(shí)，λu的變化趨勢(shì)則介于損傷位置在L/4 和L/2 之間。這是由于簡(jiǎn)支鋼桁梁跨中桿件受力最為不利，是整個(gè)結(jié)構(gòu)的控制桿件，故跨中桿件損傷對(duì)鋼桁梁極限荷載影響最大，而其他位置的桿件為次要桿件，距離跨中越遠(yuǎn)，該處桿件的損傷對(duì)極限荷載影響越弱。由此可見(jiàn)，桿件損傷位置對(duì)鋼桁梁極限荷載影響顯著，損傷位置越靠近跨中，其影響越大。參考前述安全系數(shù)為2.0 的規(guī)定，當(dāng)損傷位置位于L/4～3L/4 之間，ζA＜0.9時(shí)，極限荷載系數(shù)λu低于2.0，需及時(shí)采取加固或降載措施確保運(yùn)營(yíng)安全。

圖9 不同損傷位置時(shí)的極限荷載系數(shù)λu

圖10 給出了不同損傷位置時(shí)鋼桁梁的極限位移。由圖10 可知：桿件發(fā)生損傷后，極限位移都有不同程度減小，其中損傷位置在L/2時(shí)，極限位移下降速度最大；而損傷位置在L/4時(shí)，極限位移下降比較緩慢，主要是由于損傷位置對(duì)鋼桁梁極限荷載的影響程度不同，且桿件損傷程度直接影響結(jié)構(gòu)剛度和承載力，極限位移則必然隨之遞變。

圖10 不同損傷位置時(shí)的極限位移

圖11 給出了不同損傷位置的位移-活載系數(shù)曲線。由圖11 可見(jiàn)：截面損傷程度較?。é艫=0.95）時(shí)，不同損傷工況的跨中位移歷程曲線變化趨勢(shì)基本相似，破壞前都會(huì)產(chǎn)生較大變形，屬于失穩(wěn)破壞。截面損傷程度較大（ζA=0.85）時(shí)，不同損傷位置的荷載-位移曲線差別較大，損傷位置在L/4時(shí)，跨中極限位移為1 030 mm，雖然損傷程度較大，但是由于損傷位置在L/4處，桿件受力相對(duì)較小，對(duì)結(jié)構(gòu)承載力影響較弱，故在此工況下，依然是跨中桿件控制結(jié)構(gòu)承載力。而當(dāng)損傷位置位于L/2 時(shí)，跨中極限位移只有680 mm，反映在位移歷程曲線上是只有直線段，沒(méi)有平緩段，說(shuō)明結(jié)構(gòu)破壞時(shí)沒(méi)有發(fā)生明顯大變形，其原因是跨中桿件損傷程度較大，截面尺寸明顯減小，損傷區(qū)域是跨中桿件和整個(gè)鋼桁梁結(jié)構(gòu)的薄弱環(huán)節(jié)，在荷載作用下?lián)p傷區(qū)域首先達(dá)到屈服強(qiáng)度，同時(shí)因損傷桿件剛度銳減使得內(nèi)力不能有效傳遞到其他尚處于彈性階段的桿件，內(nèi)力重分布效應(yīng)減弱，因此損傷桿件會(huì)突然壓潰，其失效形式是由于損傷構(gòu)件自身承載面積不足引起的彈性階段破壞，屬于強(qiáng)度破壞，破壞前沒(méi)有征兆，工程中應(yīng)避免出現(xiàn)。

圖11 不同損傷位置時(shí)的位移-活載系數(shù)曲線

3.3.2 不同損傷長(zhǎng)度的極限荷載

為精確分析損傷長(zhǎng)度對(duì)鋼桁梁極限荷載的影響，需對(duì)桿件損傷單元的劃分進(jìn)行細(xì)化，其中非損傷單元長(zhǎng)度為0.5 m，損傷單元長(zhǎng)度為0.1 m?；谇懊娣治?，選取損傷位置在跨中的工況進(jìn)行極限荷載分析。

圖12 給出了不同損傷長(zhǎng)度的極限荷載系數(shù)。由圖12 可知：跨中桿件損傷后，結(jié)構(gòu)承載力會(huì)出現(xiàn)不同程度減小。損傷長(zhǎng)度在0.6 m 左右時(shí)，極限荷載迅速減小，損傷程度越大，減小率越大，其原因是損傷長(zhǎng)度較小時(shí)，損傷桿件的剛度減弱對(duì)內(nèi)力影響較小，而對(duì)截面應(yīng)力影響較大，結(jié)構(gòu)因損傷桿件局部應(yīng)力過(guò)大而發(fā)生強(qiáng)度破壞。損傷長(zhǎng)度大約在0.6～3 m 之間時(shí)，極限荷載有小幅提高。這是因?yàn)闂U件塑性區(qū)域隨損傷長(zhǎng)度增加而增加，有利于結(jié)構(gòu)內(nèi)力重分配，使得相鄰未損傷區(qū)域的內(nèi)力增加，而損傷區(qū)域的內(nèi)力減小，其應(yīng)力也隨之減小，因此極限荷載會(huì)稍有增大。損傷長(zhǎng)度≥3 m（1/2 節(jié)間長(zhǎng)度）時(shí)，相同損傷程度下的極限荷載系數(shù)λu將趨于穩(wěn)定，這是因?yàn)闂U件屈服后的內(nèi)力重分配范圍有一定限制，極限荷載不再隨損傷長(zhǎng)度而變化。從損傷程度來(lái)看，極限荷載隨損傷程度增加而減小，由于極限荷載降低，極限位移也隨損傷程度增加而減小。綜上所述，當(dāng)桿件損傷長(zhǎng)度≥3 m 時(shí)，不同損傷程度的結(jié)構(gòu)極限荷載和極限位移不再隨損傷長(zhǎng)度而變化，而是分別趨于某穩(wěn)定值。

圖12 不同損傷長(zhǎng)度的極限荷載系數(shù)λu和極限位移

3.3.3 不同損傷形式的極限荷載

桿件損傷形式主要表現(xiàn)為：桿件截面尺寸減小、材料強(qiáng)度退化和材料剛度退化，分別對(duì)應(yīng)桿件截面面積A、材料屈服強(qiáng)度σy和材料彈性模量E，相應(yīng)折減系數(shù)可表示為ζA，ζσ，ζE。根據(jù)損傷長(zhǎng)度對(duì)結(jié)構(gòu)承載力的影響，下面對(duì)單點(diǎn)損傷和整桿損傷2種類(lèi)型分別進(jìn)行探討。

單點(diǎn)損傷分析中損傷長(zhǎng)度取單位長(zhǎng)度1 m，損傷位置依然位于跨中。圖13 給出了不同損傷形式的極限荷載系數(shù)λu和極限位移。由圖13 可知：截面尺寸減小和材料強(qiáng)度退化引起的損傷對(duì)鋼桁梁極限荷載影響顯著，而材料彈性模量降低對(duì)鋼桁梁極限荷載影響甚小。究其原因是桿件截面尺寸減小，使得相同荷載作用下截面應(yīng)力增大，桿件提前進(jìn)入塑性狀態(tài)。同理，材料強(qiáng)度的退化意味著材料屈服應(yīng)力降低，也會(huì)使桿件提前進(jìn)入塑性狀態(tài)。桿件屈服后，其剛度和抵抗外荷載的能力均隨之降低，因此桿件截面尺寸減小和材料強(qiáng)度退化都會(huì)使鋼桁梁極限荷載明顯減小。而材料剛度退化對(duì)鋼桁梁極限荷載影響很小，不同的彈模折減系數(shù)ζE時(shí)，極限荷載基本不變，主要是因?yàn)殇撹炝航Y(jié)構(gòu)的最終破壞是因桿件達(dá)到屈服強(qiáng)度后發(fā)生大變形而失穩(wěn)，而與材料彈性模量關(guān)系較小，因此不同剛度退化的極限荷載基本不變，但是剛度退化對(duì)極限位移有一定影響，彈性模量減小會(huì)使得結(jié)構(gòu)抗變形能力降低，因此極限位移會(huì)隨著剛度退化而稍有增加。當(dāng)面積折減系數(shù)ζA和強(qiáng)度折減系數(shù)ζσ低于0.90 時(shí)，結(jié)構(gòu)極限荷載系數(shù)λu小于2.0，同樣需要降載通行或采取加固措施，桿件加固時(shí)需注意鋼材材質(zhì)，所用鋼材屈服強(qiáng)度不宜低于原材料屈服強(qiáng)度，如材料籌集困難，可折算后通過(guò)增大桿件截面的形式予以臨時(shí)加固，此外，利用不同材質(zhì)鋼材加固還需注意焊接工藝。

圖13 單點(diǎn)損傷時(shí)不同損傷形式的極限荷載系數(shù)λu和極限位移

整桿損傷分析中損傷長(zhǎng)度取為1 個(gè)節(jié)間長(zhǎng)度6 m，圖14 給出了整桿損傷時(shí)不同損傷形式的極限荷載系數(shù)λu和極限位移。由圖14 可知：與單點(diǎn)損傷相同，彈模降低對(duì)極限荷載和極限位移的影響很?。慌c單點(diǎn)損傷不同的是，相比于強(qiáng)度折減，面積折減對(duì)極限荷載系數(shù)λu和極限位移的影響更明顯，主要原因是整根桿件截面尺寸的損傷，除了會(huì)降低桿件承載面積外，還會(huì)減小桿件截面慣性矩，加之結(jié)構(gòu)破壞時(shí)大變形的影響，使偏心彎矩引起的彎曲應(yīng)力加大，因此極限荷載降低最明顯。

圖14 整桿損傷時(shí)不同損傷形式的極限荷載系數(shù)λu和極限位移

綜上所述，不論是單點(diǎn)損傷還是整桿損傷，不同損傷形式對(duì)鋼桁梁極限荷載的影響差異較大，桿件截面損傷和材料強(qiáng)度退化對(duì)極限荷載的影響明顯，而材料剛度退化的影響可基本忽略。

綜合來(lái)看，鋼桁梁中某桿件發(fā)生損傷后，相比非損傷狀態(tài)，極限荷載都會(huì)有不同程度減小，但其減小率均小于桿件損傷率，究其原因是桿件損傷易引起桿件局部區(qū)域塑性變形和局部破壞，交匯于某一節(jié)點(diǎn)的單一桿件局部破壞后，將引起節(jié)點(diǎn)局部失衡，外力作用下，局部失衡損失的抗彎或抗剪剛度將向節(jié)點(diǎn)周?chē)鷺?gòu)件轉(zhuǎn)移，引發(fā)內(nèi)力重分布，并形成新的平衡系統(tǒng)。但隨著外部荷載的增大，將有更多桿件進(jìn)入塑性狀態(tài)并逐漸發(fā)生破壞，最終導(dǎo)致整個(gè)桁梁結(jié)構(gòu)不能繼續(xù)承載而完全破壞。

4 結(jié) 論

（1）非損傷狀態(tài)下，鋼桁梁因截面應(yīng)力達(dá)到屈服強(qiáng)度并發(fā)生大變形而發(fā)生失穩(wěn)破壞，鋼桁梁破壞時(shí)處于屈服狀態(tài)的桿件位置范圍約在34～94 m，極限荷載系數(shù)為2.231，能夠保證運(yùn)營(yíng)安全。

（2）桿件損傷位置對(duì)鋼桁梁極限荷載影響明顯，損傷位置越靠近跨中，對(duì)極限荷載的影響越大，跨中桿件損傷最為不利。

（3）隨著損傷長(zhǎng)度的增加，極限荷載呈現(xiàn)先迅速下降，后小幅上升并逐漸趨于穩(wěn)定的變化趨勢(shì)，損傷程度越大，對(duì)極限荷載的影響越大。

（4）損傷形式對(duì)極限荷載影響差異較大，桿件截面損傷和材料屈服強(qiáng)度退化對(duì)極限荷載的影響顯著，而材料剛度退化的影響可基本忽略。

（5）當(dāng)桿件損傷位置位于L/4～3L/4 之間，面積折減系數(shù)＜0.9 時(shí)，需采取減載通行或加固措施，加固所用材料強(qiáng)度如小于原材質(zhì)強(qiáng)度，需折算后進(jìn)一步增大桿件截面。