噴射高性能水泥復合混凝土加固石拱橋試驗研究*

尚守平,狄國偉,劉 君,王草原

(湖南大學 土木工程學院，湖南 長沙 410082)

石拱橋造型優美、造價低廉、取材方便、在我國技術嫻熟，曾經在鋼產量低的建國初期得到廣泛的應用.然而由于年久、交通量加重、自然災害等原因，目前大部分石拱橋存在一定的開裂、破損等安全隱患.考慮到舊危橋數量多，覆蓋面廣，拆除重建不僅耗資巨大，新建期間社會付出的“綜合代價”更為高昂，因此對舊危橋進行加固改造是最佳選擇[1].

石拱橋加固的方法很多，有增大截面法、錨噴法、粘貼加固法、套箍法等，增大截面法需在拱腹部支模澆筑振搗混凝土，施工困難，且加固界面粘結性能不佳，混凝土早期強度較低，工期長[2]；錨噴混凝土后期強度低，耐久性差[3]；粘貼加固法用有機膠粘結，耐久性不好[4]；套箍法需搭設滿堂支架，施工復雜，且主要適用于空腹式石拱橋.而高性能復合水泥混凝土加固砌體結構是一種新型的加固方法，在砌體結構加固中正在被廣泛應用[5-7]，具有施工方便快捷，經濟效益好，無機材料加固耐久性好等優點.單面噴射高性能水泥復合混凝土進行石拱橋加固，可以免除上部填土開挖，大大減少工程量，具有重要的社會和工程意義.

為了研究噴射高性能水泥復合混凝土加固石拱橋的加固效果，在湖南大學結構實驗室中砌筑兩個相同模型石拱橋，一個不加固，另一個考慮到石拱橋通常具有較大的恒載不能卸除，進行帶載加固，通過試驗結果的對比分析，研究噴射高性能水泥復合混凝土加固石拱橋對石拱橋開裂模式、破壞形態、及極限承載力的影響.

1 材性試驗

1.1 砌體的材性試驗

按文獻[8]的規定，砌體的標準試件截面尺寸為200 mm×300 mm, 試件高度為630 mm.試件砌塊尺寸為200 mm×97 mm×70 mm，砌塊實測強度為82.6 MPa，用M15水泥砂漿砌筑，在湖南大學結構實驗室5 000 kN壓力機上進行砌體試件的材性實驗.標準試件破壞圖見圖1.

(a)寬側面1 (b)寬側面2

圖1 標準試件破壞圖

Fig.1 Failure of the standard specimens

石砌體的軸心抗壓強度見表1，由表1可得出石砌體的抗壓強度平均值為27.5 MPa.試驗中3個試件寬側面應力應變數據見圖2，由圖2可得出石砌體的彈性模量為1.32×104MPa.

表1 石砌體的軸心抗壓強度

應變

1.2 噴射混凝土的材性試驗

試驗中噴射高性能水泥復合混凝土為普通水泥混凝土摻加少量的由聚丙烯纖維、膨脹劑、粉煤灰及硅灰等超細摻和料組成的添加劑，實測噴射混凝土的強度達C50，噴射混凝土的彈性模量為3.45×104MPa.

2 石拱橋模型試驗

2.1 墩臺澆筑

墩臺澆注時留水平及豎向預留孔，豎向預留孔穿錨桿錨固在實驗室地下室頂板上，水平預留孔穿拉結錨桿，用螺栓錨緊，保證墩臺固定.

2.2 砌筑石拱橋模型

石拱橋模型的幾何尺寸為跨徑4.5 m,矢高1.34 m，拱軸線為拋物線形，試驗中確定了10個控制點的高度來保證拱橋模型拱軸線的位置，見圖3.

圖3 石拱橋模型砌筑(m)

2.3 加載裝置

石拱橋模型拱軸線是拋物線，對應合理拱軸線的荷載應為沿跨度方向的均布荷載，由于實際荷載復雜，不可能出現完全軸壓的情況，石拱橋模型截面上可能會出現彎矩作用，由于石拱橋抗拉強度很低，一旦截面出現拉應力，則石拱橋模型截面就會開裂，這在石拱橋設計中是不允許的.故本試驗的加載原則是石拱橋模型截面不產生拉應力.由于實驗室中反力架需安裝在錨孔位置，荷載采用千斤頂來施加，經過試算，以石拱橋模型全截面不產生拉應力為準，采用兩個150T千斤頂，兩根分配梁進行四點加載，加載示意圖見圖4.

圖4 加載裝置(mm)

2.4 加 載

試驗中兩個千斤頂由同一個油泵來控制，保證加載同步對稱.加載時，先施加預估破壞荷載的5%，進行預加載.確定儀表工作正常后進行正式加載.正式加載采用分級加載，每級荷載50 kN，加載速率為0.5 ～1.0 kN/s，加載完成后，恒壓2～3 min，進行數據記錄及裂縫觀察，然后施加下一級荷載.加荷至預估破壞荷載的80%后，撤除百分表，按照原定加荷速率連續加荷，直至試件破壞.

2.5 噴射加固

對于帶載加固石拱橋模型，需在持載后進行噴射加固，噴射加固層厚度不宜過小，過小則加固效果不明顯，也不宜過大，過大會增加自重并增大施工難度.本實驗中選用加固層厚度為60 mm.為了加強加固層與原拱橋的連接，在拱橋模型拱腹下打剪切銷釘，在銷釘上綁扎鋼筋網，銷釘和鋼筋網都采用φ6的帶肋鋼筋.加固過程見圖5.

3 試驗結果及分析

3.1 未加固石拱橋模型破壞過程

加載前期，拱橋模型上基本不產生裂縫，當加載到極限荷載的75%時，在跨中位置沿垂直拱軸線的豎向灰縫開始出現裂縫.當加載到極限荷載85%時，拱橋模型主要在3個位置出現裂縫：

圖5 噴射加固

1)跨中位置裂縫主要集中在跨中兩個加載點之間，裂縫主要沿著垂直拱軸線的豎向及橫向灰縫，砌塊上基本無裂縫(圖6(a))；

2)左右拱腳及附近加載點之間，在砌塊上出現沿著拱軸線方向的細微裂縫(圖6(b),(c))；

3)千斤頂下方，主要在拱橋模型側面出現沿著拱軸線方向的貫通裂縫，裂縫長度跨過五皮砌塊(圖6(d))．

當加載到極限荷載的95%時，在左拱腳及附近加載點之間拱橋模型側面迅速出現沿著拱軸線方向的貫通裂縫，之后很短時間內石拱橋模型在此處垮塌破壞(圖6(e))，破壞呈明顯脆性，破壞后砌體散落(圖6(f)).

3.2 未加固石拱橋模型承載力分析及結果對比

石拱橋模型跨度4.5 m,矢高1.34 m,采用有限元軟件進行分析，采用beam188梁單元，劃分68個單元，兩端固支.建模過程中做以下簡化：分配梁通過墩臺傳向拱圈接觸面的力視為均布豎向荷載，均布荷載為集中力與接觸面沿拱圈跨度方向長度的比值.幾何模型及荷載施加方式見圖7.

圖6 未加固石拱橋模型破壞過程

圖7 幾何模型及荷載施加方式

采用靜態分析，施加荷載為單位力，分析拱橋模型內力分布見圖8，邊緣應力分布見圖9.

圖8 拱橋模型內力分布

圖9 拱橋模型邊緣應力分布

試驗中，兩千斤頂同步對稱加載，拱橋模型應力分布不變且按比例增加.從理論計算結果可知，拱橋模型應在邊緣壓應力最大處先破壞.即拱腳與附近加載點之間9單元或60單元位置，距拱腳0.43 m處，此處石拱橋下邊緣應力達到砌體抗壓強度后拱橋模型破壞.實際拱橋模型破壞點位置正在左拱腳及附近加載點之間.破壞荷載為800 kN,計算結果為702 kN，理論計算結果與實際實驗結果基本吻合.

3.3 帶載加固石拱橋模型破壞過程

當第一階段受力水平為0.7時，千斤頂壓力應為800×0.7=560 kN，試驗中先將拱橋加載至560 kN，在加載過程中基本不出現裂縫，只有少量的沿砌筑砂漿灰縫的裂縫(圖10(a)).加載第二階段是在噴射加固之后，持載15 d之后進行的，加載直接在原來的持荷水平上進行加載.

圖10 帶載加固石拱橋模型破壞過程

當加載到加固后極限承載力的66%時，在右側拱腳與加載點之間拱橋模型砌塊側面上出現沿拱軸線方向的細微裂縫，不過之后此處裂縫基本不發展(圖10(b)).

當加載到極限承載力的90%時，在跨中加固層側面及底面出現垂直拱軸線方向的豎向及橫向裂縫(圖10(c))，同時在左側拱腳與加載點之間拱橋模型砌塊上出現沿拱軸線方向的貫通裂縫(圖10(d))，之后此裂縫隨著荷載的增加而延伸，最終拱橋模型在此處破壞.

加固后拱橋模型的破壞形態與未加固拱橋模型基本相同，破壞時，有幾塊砌體飛出，然后余下拱橋模型向下垮塌(圖10(e)).加載過程中，加固層與拱橋模型粘結良好，無剝離現象(圖10(f)).

3.4 帶載加固拱橋模型承載力分析及結果對比

加固結構屬于二次受力結構，拱橋模型加固前為第一受力階段，由拱橋模型單獨承受荷載，加固后新增加的荷載由拱橋模型和加固層形成的組合截面共同承受.在噴射加固之前，拱橋模型的各截面應力分布同未加固拱橋模型是一致的.噴射加固后，拱橋模型下部新增加了一層噴射混凝土加固層，拱橋模型內部的應力分布會有所變化.為了得到不同加固層厚度對拱橋模型應力分布的影響，用有限元分析軟件分別建立模型進行分析，分析時根據應力應變相同的原則進行截面轉換，為保證截面上各處應變相等，固定加固層的高度，換算加固層的寬度b'=bE2/E1.

根據有限元分析結果，C50混凝土加固層厚度對截面內力分布的影響見表2．

表2 加固層厚度對截面內力分布的影響

從表2可以看出控制截面位置基本不變，控制截面偏心距有一定變化，結合不同的混凝土強度，得出加固后控制截面偏心距和加固層厚度及混凝土強度的關系見圖11.圖11中擬合的偏心距公式綜合考慮了混凝土強度的變化及加固層變化對加固后截面偏心距的影響.當加固層厚度在0.15 m范圍內時，混凝土強度的改變對偏心距影響不大，計算時不考慮混凝土強度變化對截面偏心距的影響.

加固層厚度/mm

計算中采用的基本假定有以下幾點：

1)假定新增加固層與原結構粘結良好，無相對滑移和剝落.

2)假定截面應變呈直線(平截面假定).

3)石砌體的應力應變關系見圖12,由圖可知石砌體應力應變取為直線時的彈性模量為Ek=11 400 MPa．

圖12 石砌體應力應變曲線

4)噴射混凝土應力應變關系如圖13所示.

圖13 混凝土應力應變曲線

5)不考慮加固層內鋼筋對截面受壓的作用.截面破壞以控制截面邊緣壓應變達到0.002 5為破壞.

6)加固后破壞時截面偏心距符合公式

e0=0.066 9h2+0.020 7

(1)

計算中未加固拱橋模型的最大破壞荷載為已知，第一階段受力水平D=0.7，則由D=Ns/Nu=Ms/Mu，可得到第一受力階段拱橋模型上的內力Ns及Ms大小.

進而得到下面幾個參數的值：

(2)

(3)

由平截面假定，截面應變始終保持平面，圖14中虛斜線為加固前拱橋模型控制截面應變分布，實斜線為加固后控制截面應變分布.

圖14 控制截面上應變分布

圖14中各參數的意義如下:

ε1—Ns作用下原拱橋模型截面上邊緣壓應變；

ε2—Ns作用下原拱橋模型截面下邊緣壓應變；

ε3—Ns作用下加固層下邊緣虛應變；

ε4—極限荷載作用下原拱橋模型截面上邊緣壓應變;

εcu—極限荷載作用下原拱橋模型截面下邊緣壓應變為0.002 5；

ε5—極限荷載作用下加固層下邊緣壓應變；

h1—原石拱橋模型截面高度；

h2—加固層厚度.

為了統一計算，統一對截面上邊緣取矩，由于第一受力階段截面內力已知，如能求出截面第二受力階段石砌體邊緣壓應變達到極限時截面的內力大小，就可以得到截面能承擔的最大內力.

計算時先假定原拱橋模型截面上邊緣的應變大小為ε4，由于破壞時截面邊緣應變εcu為已知，可知距截面上邊緣處距離為x處的截面在第二受力階段荷載作用下的應變大小為：

de=(x(εcu-ε4)/h1+ε4)-(x(ε2-ε1)/h1+ε1)

(4)

則根據截面的應力應變關系可得到距截面上邊緣距離為x處的應力值為σx，得到各點應力之后，可積分求出截面的軸力和對上邊緣頂面的彎矩如下.

第二受力階段荷載作用下截面上的軸力大小為：

(5)

第二受力階段荷載作用下對截面上邊緣彎矩大小為：

(6)

組合截面中性軸距截面上邊緣為：

(7)

由圖15可知：

Mt=Nte0

(8)

M=Nt(y'+e0)

(9)

圖15 截面彎矩轉換示意圖

計算時，我們可以假設一個ε4，將ε4代入式(5)，(6)，只要結果滿足公式(9)，那么ε4即為所求的解，所有參數都得解，編程進行迭代計算，結果見表3.

表3 加固拱橋模型截面計算結果

表3中各參數的意義如下：

Fs—第一受力階段每個千斤頂上荷載；

Ft—第二受力階段每個千斤頂上荷載；

Fcu—拱橋模型截面能承擔的千斤頂總荷載.

根據理論分析，加固后拱橋模型控制截面基本不變，實際破壞點位置在左拱腳及附近加載點之間，加固后拱橋模型截面破壞位置正在左拱腳及附近加載點之間，破壞時模型側面顯示出一條沿拱軸線方向的貫通裂縫，隨著荷載的增加，裂縫逐漸發展，直到最大應力點位置砌體被壓碎，上部殘留砌體有幾塊飛出，拱橋模型整體向下跨塌.計算結果為994.9 kN，實際破壞荷載為1 000 kN,理論計算結果與實際實驗結果基本吻合.

3.5 兩座拱橋模型試驗結果對比

未加固拱橋模型的極限承載力為800 kN,帶載加固拱橋模型的極限承載力為1 000 kN,加固后拱橋模型承載力提升幅度為25%，說明噴射高性能水泥復合混凝土能有效提高拱橋的承載力.

未加固拱橋模型在加載到極限承載力的95%時才在破壞位置出現一條沿著拱軸線方向的貫通裂縫，之后在很短時間內破壞，基本沒有反應時間，破壞呈明顯脆性.加固后拱橋模型受力有所改善，在加載到加固后極限承載力的90%時，拱橋模型破壞位置處的裂縫發展已經明顯，之后裂縫隨著加載逐漸發展，有一定的破壞征兆，這說明噴射高性能水泥復合混凝土能有效改善拱橋模型的脆性破壞特性，增加結構的延性.

從加固后拱橋模型的破壞情況來看，除了破壞位置處上部砌體結構被壓碎之外，其他截面處，加固層與拱橋模型粘結良好，無剝離及滑移現象，且破壞后模型仍保持相當的整體性，說明加固層能有效地加強結構的整體性能.

4 結 論

1)未加固拱橋模型的極限承載力為800 kN，帶載加固拱橋模型的極限承載力為1 000 kN,加固后拱橋模型承載力提升幅度為25%，說明噴射高性能水泥復合混凝土能有效提高拱橋的承載力.

2)噴射高性能水泥復合混凝土與拱橋模型粘結良好，加固后能和原結構較好地共同工作，能有效改善拱橋模型的脆性破壞特征，增加結構延性，是一種有效的石拱橋加固方法.

3)文中的拱橋承載力計算方法的計算結果與實驗結果吻合良好，可供工程加固設計參考使用.

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