邱 爽， 柳 遜， 余 林2， 張彥玲

(1.石家莊鐵道大學(xué) 土木工程學(xué)院, 河北 石家莊 050043；2.中鐵二十四局集團(tuán) 安徽工程有限公司，安徽 合肥 230000 )

鋼-混凝土結(jié)合梁具有自重輕，承載力大，建筑高度小，施工方便等優(yōu)點(diǎn)，在高鐵橋梁中已得到了大量應(yīng)用。由于線路線形的需要，結(jié)合梁經(jīng)常被布置為平面曲線，但由此也帶來了彎扭耦合的問題。曲線結(jié)合梁大多采用無支架施工，由于鋼梁壁厚較薄，既存在使施工階段的曲線開口裸鋼梁發(fā)生彎扭屈曲的風(fēng)險(xiǎn)，也容易使混凝土板結(jié)硬后的閉口箱梁截面產(chǎn)生明顯的畸變效應(yīng)，因此需設(shè)置適當(dāng)?shù)臋M隔板或橫向連接系。

目前，對于閉口箱梁畸變效應(yīng)的分析方法主要包括解析法、數(shù)值法和彈性地基梁比擬法。徐勛等[1]考慮剪切變形的影響，采用能量法推導(dǎo)了薄壁箱梁的畸變效應(yīng)；Sakai et al[2]、張莉[3]、Park et al[4-5]分別采用解析法和有限元法分析曲線閉口鋼箱梁的畸變效應(yīng)，并采用圖表法給出了對應(yīng)于一定畸變應(yīng)力比的最大橫隔板間距；Yao et al[6-7]則采用彈性地基梁法分析了閉口鋼箱梁的畸變效應(yīng)，但以上報(bào)道大多針對閉口鋼梁截面，專門針對閉口組合截面的研究較少。首先，現(xiàn)階段閉口截面結(jié)合梁分析常用的烏曼斯基理論，雖然理論方法簡單、適用性強(qiáng)，但其適用前提條件中忽略了閉口薄壁截面外輪廓線的變形，即忽略了畸變效應(yīng)，所以造成計(jì)算結(jié)果偏差較大；其次，目前關(guān)于直線結(jié)合梁偏心荷載作用下的畸變效應(yīng)分析研究較多，針對曲線結(jié)合梁較少；且現(xiàn)階段多是通過有限元軟件，分析在假定的隔板數(shù)下，相應(yīng)的閉口截面結(jié)合梁的畸變效應(yīng)，但對于從理論上推導(dǎo)滿足畸變效應(yīng)的橫隔板間距控制公式較少。

本文針對混凝土結(jié)硬后的鋼-混凝土單箱單室閉口曲線結(jié)合梁，首先采用M/r法將其轉(zhuǎn)化為等效直梁，然后考慮鋼梁與混凝土板的材料差異，根據(jù)常截面曲線結(jié)合梁的畸變控制微分方程，采用基于彈性地基梁原理的有限元法對曲線結(jié)合梁的畸變效應(yīng)進(jìn)行計(jì)算，并通過參數(shù)分析對單箱單室閉口曲線結(jié)合梁的橫隔板布置給出建議。

1 基于彈性地基梁原理的閉口曲線結(jié)合梁有限元模型

1.1 基于M/r法的模型簡化及荷載分解

目前應(yīng)用于高速鐵路橋梁的結(jié)合梁截面通常包括單箱單室截面(單線)，雙箱單室截面(雙線)及單箱雙室截面(雙線)，其中雙箱單室截面可看作由2個(gè)單箱單室截面組成，每個(gè)單箱承受一線鐵路活載。而雙線單箱雙室截面在扭矩作用下存在一次和二次畸變效應(yīng)[8]，與單箱單室截面不同。本文的研究對象僅限于單箱單室曲線結(jié)合梁，雙線單箱雙室截面曲線結(jié)合梁將在后續(xù)進(jìn)行研究。

所研究的單箱單室簡支曲線結(jié)合梁及其截面見圖1所示，兩側(cè)簡支端均設(shè)置抗扭支座，屬于簡支超靜定結(jié)構(gòu)。沿梁軸方向設(shè)置若干橫隔板，鋼梁與混凝土板之間焊接圓柱頭栓釘。

圖1 曲線結(jié)合梁圖示

M/r法是Tung和Fountain在 1970年給出的一種對曲梁進(jìn)行扭轉(zhuǎn)分析的實(shí)用簡便的近似方法，其原理是將曲梁展開為直梁，將梁軸曲率的影響模擬為外加分布扭矩m(z)施加在等效直梁上，具體步驟見文獻(xiàn)[9]，此處不再贅述。當(dāng)?shù)刃е绷撼惺芊植寂ぞ豰(z)時(shí)，可將其進(jìn)一步轉(zhuǎn)化為作用在直梁上的水平反對稱荷載，并分解成剛性周邊不變形的純扭轉(zhuǎn)荷載和自相平衡的畸變荷載。圖2為任一截面處扭轉(zhuǎn)荷載的分解(圖中箱型截面的上翼緣是指混凝土板)。

圖2 任一截面扭轉(zhuǎn)荷載分解圖示

圖2中,P(z)=m(z)/h，P1′(z)=-P3′(z)=-P1(z)=P3(z)=m(z)/(2b)，b為組合梁下翼緣寬度；P4′(z)=-P2′(z)=-P2(z)=P4(z)=m(z)/(2h) ，h為組合梁上、下翼緣中線之間的距離。

1.2 畸變控制微分方程

本文擬采用彈性地基梁比擬法分析混凝土結(jié)硬后閉口曲線結(jié)合梁的畸變效應(yīng)。由于結(jié)合梁由不同的材料組成，不能直接采用以往單一材料的鋼箱梁或混凝土箱梁中的畸變常數(shù)計(jì)算公式，故在文獻(xiàn)[10]中以圖1中角點(diǎn)1的畸變角γ1為基本未知量，考慮鋼梁和混凝土板的材料差異，采用符拉索夫理論和能量法推導(dǎo)了閉口結(jié)合梁的畸變控制微分方程，得到了相應(yīng)的畸變常數(shù)表達(dá)式。采用M/r法將常截面曲線結(jié)合梁展開為等效直梁后，其畸變控制微分方程為[10]

(1)

式中，2Ω為組合梁畸變翹曲慣性矩；2K3為組合梁的畸變框架剛度。畸變雙力矩BA可定義為

BA=-2Ωγ1″

(2)

則畸變應(yīng)力為

(3)

1.3 基于彈性地基梁原理的有限元模型

式(1)所示的結(jié)合梁畸變控制微分方程與彈性地基梁撓曲控制微分方程EIby″″+Ky=q在形式上完全相似，其中，彈性地基梁抗彎剛度EIb與結(jié)合梁畸變翹曲慣矩2Ω、彈性地基梁模數(shù)K與結(jié)合梁畸變框架剛度2K3、彈性地基梁均布荷載集度q與結(jié)合梁畸變水平分力偶m(z)/2、彈性地基梁撓度y與結(jié)合梁畸變角γ1、彈性地基梁彎矩M與結(jié)合梁畸變雙力矩BA之間分別存在對應(yīng)關(guān)系。結(jié)合梁的橫隔板可簡化為簡支支承[11]。

結(jié)合梁畸變控制微分方程中的畸變框架剛度2K3相當(dāng)于彈性地基梁地基模數(shù)K，因此畸變框架剛度2K3可模擬為僅在豎向受壓的分布彈性支承，橫隔板用鉸支承來代替。在有限元模型中，將分布彈性支承簡化為單元節(jié)點(diǎn)處僅在豎向受壓的集中彈性支承Kij[10]。

(4)

式中，ΔSi-1、ΔSi為相鄰兩單元的長度；2K3為組合箱梁畸變框架剛度。

在文獻(xiàn)[10]中已通過與理論分析的對比對該有限元模型進(jìn)行了驗(yàn)證。

2 閉口曲線結(jié)合梁畸變效應(yīng)分析

2.1 算例

某鐵路簡支曲線結(jié)合梁計(jì)算跨度l=24 m，根據(jù)鐵路橋梁線路設(shè)置要求，曲線半徑r=2 000 m，列車行車速度取200 km/h。截面為圖1所示的單箱單室截面。鋼梁采用Q345qE鋼，上翼緣寬度bt=600 mm，厚度tt=30 mm；腹板高度hw=2 340 mm，厚度tw=16 mm；下翼緣寬度bb=3 000 mm，厚度tb=30 mm。橋面板采用C50混凝土，寬度bc=6 500 mm，厚度hc=400 mm。兩個(gè)支座處各設(shè)置一個(gè)端橫隔板。

2.2 使用階段荷載

混凝土結(jié)硬后截面形成組合作用，由組合截面承受的荷載包括二期恒載和活載。二期恒載主要包括線路設(shè)備的質(zhì)量；活載考慮客運(yùn)專線ZK標(biāo)準(zhǔn)活載及其豎向動(dòng)力作用、離心力和橫向搖擺力。ZK標(biāo)準(zhǔn)活載計(jì)算圖示見圖3[12]。

圖3 ZK標(biāo)準(zhǔn)活載圖示

采用M/r法，將圖1所示的曲梁展開為直梁，不同荷載作用于等效直梁上的分布扭矩m(z)分別如下。

2.2.1 二期恒載qD

通過查閱資料，高速鐵路曲線梁橋的二期恒載近似取為qD=130 kN/m，沿截面橫向?qū)ΨQ布置，在簡支梁上產(chǎn)生的分布扭矩mqD(z)為

(5)

2.2.2 ZK標(biāo)準(zhǔn)活載及其相關(guān)效應(yīng)

對于單箱單室截面結(jié)合梁，列車活載可只考慮單線活載，且沿截面橫向?qū)ΨQ布置，同時(shí)考慮其動(dòng)力作用、離心力和橫向搖擺力。

(1)ZK標(biāo)準(zhǔn)活載及其動(dòng)力效應(yīng)。按跨中產(chǎn)生最大畸變正應(yīng)力的原則對ZK活載進(jìn)行最不利荷載布置。根據(jù)M/r法，由梁軸曲率引起的等效外加扭矩為彎矩與曲線半徑的比值，故活載沿縱向的布置首先應(yīng)使跨中截面產(chǎn)生最大彎矩，才能在該處得到最大扭矩荷載及最大畸變荷載分量。ZK標(biāo)準(zhǔn)活載作用于等效直梁上的分布扭矩荷載mL(z)為

(6)

式中，1+μ為動(dòng)力作用系數(shù)，根據(jù)《高速鐵路設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB 10621—2014)，對于2.1節(jié)中的算例， 1+μ=1.126；qL(z)為ZK標(biāo)準(zhǔn)活載中的均布力；Mi(z)為ZK活載中的集中力引起的相應(yīng)彎矩。

(2)ZK標(biāo)準(zhǔn)活載產(chǎn)生的離心力。根據(jù)《鐵路橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB 10002—2017)[12]，對于高速鐵路，離心力Pc(z)沿截面橫向水平作用于軌頂以上1.8 m處，對截面產(chǎn)生的效應(yīng)包括橫向力和扭矩兩部分，其中扭矩為mc(z)=Pc(z)eh，eh為軌頂以上1.8 m處至截面重心的垂直距離，本文按有砟橋面計(jì)算，作用點(diǎn)距橋面距離為軌枕高度(17.5 cm)+軌底至擋渣墻頂面高度(不少于20 cm)+擋渣墻頂面至橋面頂部高度(約30 cm)，共計(jì)67.5+180=247.5 cm，該值再加上橋面頂部至主梁重心軸的高度，即為eh的取值(對于本文算例，eh=2.9 m)。ZK活載中的均布力和集中力分別在各自的作用位置產(chǎn)生均布扭矩mcq(z)和集中離心扭矩mcP(z)，見式(7)

(7)

式中，v為橋梁的設(shè)計(jì)速度，根據(jù)《鐵路橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB 10002—2017)[12]，高速鐵路為初期運(yùn)營速度不小于200 km/h的客運(yùn)專線鐵路，取200 km/h；f為豎向活載折減系數(shù)，對于2.1節(jié)中的算例，f=0.696；ln為均布力加載長度。

當(dāng)計(jì)算速度大于120 km/h時(shí)，ZK活載與離心力的組合考慮3種情況：

①不折減的ZK活載和按120 km/h速度計(jì)算的離心力(f=1.0)，此時(shí)mc(z)=0.945eh[PnL(zi)+qL(z)]ln；

②折減的ZK活載和按設(shè)計(jì)速度計(jì)算的離心力(f=0.696)，此時(shí)mc(z)=0.11eh[PnL(zi)+qL(z)]ln；

③沒有離心力時(shí)ZK活載作用的情況。

針對研究內(nèi)容，取工況b下的離心力進(jìn)行計(jì)算。

(3)橫向搖擺力。高速鐵路橫向搖擺力取80 kN[12]，作為一個(gè)集中荷載取最不利位置(本文取跨中)，以水平方向垂直線路中心線作用于鋼軌頂面，由此在跨中截面產(chǎn)生的集中扭矩為mw=80ew，ew為軌頂至截面重心的垂直距離，為67.5 cm加上橋面頂部至主梁重心軸的高度，本文為110 cm。

以上分布扭矩均可按圖2進(jìn)一步分解為剛性扭轉(zhuǎn)荷載和畸變荷載，其中畸變荷載分力偶為m(z)/2。

2.3 使用荷載下的畸變效應(yīng)分析

針對2.1節(jié)中的算例，采用1.3節(jié)中的方法建立其彈性地基梁有限元模型，根據(jù)M/r法，將不同工況下分布扭矩m(z)的畸變分力偶m(z)/2作為豎向荷載分別施加在彈性地基梁模型上，有限元模型見圖4。

圖4 不同荷載在彈性地基梁上產(chǎn)生的畸變分力偶

當(dāng)列車時(shí)速為200 km/h，曲線半徑為2 000 m時(shí)，兩隔板簡支曲線結(jié)合梁在不同荷載下和總荷載下的畸變效應(yīng)分別見圖5和圖6，圖例中的“ZK活載”包括了其動(dòng)力效應(yīng)，以下同。

圖5 不同荷載下24 m梁的畸變效應(yīng)

圖6 總荷載下24 m梁的畸變效應(yīng)

由圖5、圖6可知：在各種荷載中，ZK活載離心力產(chǎn)生的畸變效應(yīng)最大，其次是橫向搖擺力，二期恒載和ZK標(biāo)準(zhǔn)活載畸變效應(yīng)較小。由于彈性地基梁的撓度對應(yīng)于真實(shí)組合梁的畸變角，彎矩對應(yīng)畸變雙力矩，因此各種荷載下的截面畸變角均為拋物線形；由于橫向搖擺力畸變分力偶在彈性地基梁上為集中力，故其畸變雙力矩為三角形，離心力則近似為三角形，其它荷載為拋物線形。由于離心力和橫向搖擺力產(chǎn)生的畸變效應(yīng)較大，故總荷載下的畸變雙力矩也表現(xiàn)出了近似三角形的形狀。

圖5中對兩隔板時(shí)不同荷載的畸變效應(yīng)進(jìn)行了對比，下面分析4隔板和10隔板時(shí)不同荷載下畸變效應(yīng)的對比，見圖7。

圖7 不同荷載下24 m梁的畸變效應(yīng)(4隔板和10隔板)

結(jié)合圖5和圖7可知，不同橫隔板時(shí)的畸變效應(yīng)均在離心力和橫向搖擺力下較大，其它荷載下較小，且隔板數(shù)越多該趨勢越明顯，當(dāng)隔板數(shù)增大到一定數(shù)目后橫向搖擺力的畸變效應(yīng)更明顯，這說明上述3種作用下的畸變效應(yīng)出現(xiàn)了明顯的局部效應(yīng)。這是由于在彈性地基梁中，離心力的畸變力偶在跨中附近以4個(gè)等值的豎向集中荷載形式施加，而橫向搖擺力的畸變力偶則為一個(gè)作用在跨中的集中荷載，由于集中效應(yīng)，與集中荷載相鄰的兩橫隔板之間畸變效應(yīng)最大，較遠(yuǎn)處則很小，且隔板間距越小，這種現(xiàn)象越明顯。

定義角點(diǎn)1畸變翹曲正應(yīng)力與彎曲正應(yīng)力的比值為畸變應(yīng)力比

(8)

式中，σdω(z)為畸變翹曲正應(yīng)力，即式(3)中的σ1，σdω(z)=σdω1(z)+σdω2(z)+σdω3(z)，σdω1(z) 、σdω2(z) 、σdω3(z)分別為由二期恒載、ZK標(biāo)準(zhǔn)活載(包括動(dòng)力效應(yīng)和離心力)和橫向搖擺力產(chǎn)生的角點(diǎn)1畸變翹曲正應(yīng)力。對于2.1節(jié)中的算例，角點(diǎn)1的畸變常數(shù)2Ω=3.811×1010N·m4，S=-3.584×1011N(畸變常數(shù)的表達(dá)式見文獻(xiàn) [10])。

σb(z)為彎曲正應(yīng)力，σb(z)=M(z)·y/Ix。這里要注意，對于無支架施工的曲線組合梁，在施工和使用階段承受彎曲荷載的體系不同，施工階段的鋼梁自重和混凝土濕重完全由開口槽形鋼梁承擔(dān)，而使用階段荷載則由閉口組合截面承擔(dān)。故彎曲正應(yīng)力σb(z)=σb0(z)+σb1(z)+σb2(z)+σb3(z)，其中σb0(z)為無支架施工的組合梁在施工階段由鋼梁自重和混凝土濕重在開口槽形鋼梁上產(chǎn)生的角點(diǎn)1彎曲正應(yīng)力，σb1(z)、σb2(z)、σb3(z)分別為由二期恒載、ZK標(biāo)準(zhǔn)活載(考慮動(dòng)力效應(yīng)和離心力)和橫向搖擺力在閉口組合梁上產(chǎn)生的角點(diǎn)1彎曲正應(yīng)力，其中離心力和橫向搖擺力均產(chǎn)生橫向彎矩及其正應(yīng)力。

根據(jù)式(3)和式(8)，可得角點(diǎn)1畸變正應(yīng)力和畸變應(yīng)力比沿梁軸的分布如圖8所示。

圖8 總荷載下24 m梁的畸變應(yīng)力和畸變應(yīng)力比(2隔板)

由圖8可知，只設(shè)2個(gè)端橫隔板時(shí)，24 m曲線結(jié)合梁畸變正應(yīng)力及畸變應(yīng)力比均在跨中截面最大。由于鐵路橋梁曲線半徑較大，各截面畸變應(yīng)力比基本均在0.12以內(nèi)，只有跨中附近的部分截面畸變應(yīng)力比略超過了0.1。

3 參數(shù)分析

影響曲線組合梁畸變效應(yīng)的參數(shù)主要包括橫隔板數(shù)量N、曲梁計(jì)算跨度l、曲線半徑r，由于涉及到離心力，本文還考慮了行車速度的影響。截面幾何參數(shù)(混凝土板厚、鋼梁腹板高度和鋼梁下翼緣寬度)對組合梁畸變效應(yīng)的影響很小[13]，故此處不再研究。

3.1 橫隔板對畸變效應(yīng)的影響

針對2.1節(jié)中的算例，保持l=24 m，曲線半徑r=2 000 m不變，變化橫隔板數(shù)量N，分別考慮沿梁軸共設(shè)4、6、8、10、12塊橫隔板，得到總荷載下曲線結(jié)合梁畸變雙力矩和角點(diǎn)1(圖1(b))畸變角沿梁軸的分布如圖9所示，圖中數(shù)值均為總荷載下畸變效應(yīng)的總和(以下同)。

由圖9可知：

(1) 沿梁軸方向，不同橫隔板時(shí)畸變雙力矩和角點(diǎn)1畸變角均在跨中達(dá)到最大，圖中的畸變效應(yīng)相對跨中并不對稱，是由于ZK活載并未對稱布置所致。

(2) 隨橫隔板數(shù)目增加，各截面畸變雙力矩和角點(diǎn)1畸變角均明顯減小，且表現(xiàn)出近似指數(shù)函數(shù)的下降規(guī)律。以畸變雙力矩最大的跨中截面為例，4隔板與2隔板相比，畸變角和畸變雙力矩分別下降45.4%和88.3%；6隔板與4隔板相比，分別下降38.0%和60.7%；8隔板與6隔板相比，分別下降36.8%和24.6%，說明中橫隔板的設(shè)置對減小畸變效應(yīng)作用明顯。但從圖9(d)可以看出，隨隔板數(shù)增多，跨中截面畸變角和畸變雙力矩的降低幅度逐漸減小，N>8后，再增加橫隔板時(shí)，減小幅度不再明顯。

在目前的工程實(shí)踐中，一般通過將畸變應(yīng)力比控制在一定范圍內(nèi)來確定橫隔板最大間距。美國的AASHTO規(guī)范[14]和日本的HEPC規(guī)范[15]分別將最大畸變應(yīng)力比控制在10%和5%，由圖9(c)可知，對于2.1節(jié)的算例，兩隔板時(shí)曲線簡支結(jié)合梁在使用荷載下跨中最大畸變應(yīng)力比為0.116，超過了最大限值。

圖9 畸變雙力矩和角點(diǎn)1畸變角隨橫隔板數(shù)量的變化

3.2 曲線半徑和跨度對畸變效應(yīng)的影響

針對2.1節(jié)中的算例，保持跨度l=24 m，橫隔板數(shù)量N=4不變，變化曲線半徑，分別取r=2 000 m、2 500 m、3 000 m、3 500 m、4 000 m，可得跨中截面角點(diǎn)1畸變應(yīng)力比如圖10所示。取跨度分別為14 m、18 m、22 m、26 m、30 m，保持橫隔板間距C=2 m及其它條件不變，得到跨中截面角點(diǎn)1畸變應(yīng)力比如圖11所示。

圖10 畸變應(yīng)力比隨曲線半徑的變化

圖11 畸變應(yīng)力比隨跨度的變化

由圖10和圖11可知：

(1) 隨曲線半徑的增大，跨中截面角點(diǎn)1畸變應(yīng)力比逐漸減小，基本呈線性規(guī)律下降；

(2) 當(dāng)橫隔板間距和截面尺寸相同時(shí)，畸變應(yīng)力比隨跨度的增加以指數(shù)規(guī)律逐漸減小。

3.3 行車速度對畸變效應(yīng)的影響

離心力的大小與行車速度有關(guān)。其它條件不變(l=24 m，N=4，r=2 000 m)，分別取行車速度為200 km/h、250 km/h、300 km/h、350 km/h，畸變應(yīng)力比隨行車速度的變化見圖12所示。

圖12 畸變應(yīng)力比隨行車速度的變化

由圖12可知，由于離心力在總畸變荷載中貢獻(xiàn)較大，故畸變應(yīng)力比隨行車速度的增加呈現(xiàn)線性增大的趨勢。只有2個(gè)端橫隔板時(shí)，對于各種曲線半徑，在各種高鐵行車速度下跨中截面畸變應(yīng)力比基本都超過了0.1，但在跨中增加2個(gè)橫隔板后，基本應(yīng)力比大幅減小，在目前最高運(yùn)營時(shí)速350 km/h和高鐵橋梁最小曲線半徑下，跨中截面畸變應(yīng)力比也沒有超過0.1，甚至小于0.05。說明對于高鐵橋梁中的單箱單室曲線結(jié)合梁，由于不存在活載偏心，只設(shè)置1到2個(gè)中橫隔板即可滿足控制畸變應(yīng)力和畸變變形的要求。另一方面，為避免受壓區(qū)鋼梁的局部屈曲，可根據(jù)《鐵路橋梁鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》(TB10091—2017)中的構(gòu)造措施要求設(shè)置足夠數(shù)量的加勁肋即可。

4 結(jié)論

針對鐵路單箱單室曲線閉口結(jié)合梁，考慮二期恒載、ZK活載、離心力及橫向搖擺力，基于M/r法和彈性地基梁建立了有限元模型，計(jì)算了各種荷載下截面的畸變效應(yīng)，并進(jìn)行了參數(shù)分析。主要結(jié)論如下：

(1)在各種使用階段荷載中，ZK活載離心力產(chǎn)生的畸變效應(yīng)最大，其次是橫向搖擺力，二期恒載和ZK標(biāo)準(zhǔn)活載畸變效應(yīng)較小。但隨橫隔板數(shù)增加，橫向搖擺力對畸變效應(yīng)的貢獻(xiàn)隨之增大，說明集中荷載下出現(xiàn)了明顯的局部畸變效應(yīng)，且隨跨度和曲線半徑的減小，這種現(xiàn)象更加突出。

(2)簡支曲線結(jié)合梁使用荷載產(chǎn)生的畸變效應(yīng)在跨中截面達(dá)到最大。隨橫隔板數(shù)目增加，各截面畸變雙力矩、角點(diǎn)1畸變角及跨中截面畸變應(yīng)力比均明顯減小，且表現(xiàn)出近似指數(shù)函數(shù)的下降規(guī)律。

(3)畸變應(yīng)力比隨曲線半徑的減小和行車速度的提高呈線性規(guī)律增大，隨跨度的增加呈指數(shù)函數(shù)趨勢減小。

(4)中橫隔板的設(shè)置對減小畸變效應(yīng)作用明顯，隨隔板數(shù)增多，畸變效應(yīng)的下降趨勢減緩；對于高鐵橋梁中的單箱單室曲線結(jié)合梁，由于不存在活載偏心，只設(shè)置1到2個(gè)中橫隔板即可滿足控制畸變應(yīng)力和畸變變形的要求。