某桁腹式PC組合梁橋的病害分析

朱曉棟

（上海市政交通設計研究院有限公司，上海市 200030）

某桁腹式PC組合梁橋的病害分析

朱曉棟

（上海市政交通設計研究院有限公司，上海市 200030）

深圳市某大學南北校區連接通道主橋采用了雙層橋面桁腹式PC組合梁結構結構，橋梁墩梁固結，下部結構采用空間放射性鋼管混凝土組合橋墩。橋梁在通車前檢測發現橋面板橫橋向開裂嚴重，在荷載試驗下結構側傾震動明顯。為查清病害產生原因，采用精細化空間梁格模型對該新型結構進行了空間結構分析。空間靜力分析結果表明：恒荷載和活荷載作用下結構頂底板應力水平均較低，溫度、收縮徐變二次效應對結構混凝土頂板產生較大的應力，導致結構頂板開裂嚴重；空間動力分析結果表明：結構一階主振型為側向扭轉，且頻率較低，表明了結構側向扭轉剛度較低。

桁腹式PC組合梁；病害；空間梁格；應力分析；側向扭轉剛度

0 引言

鋼-混凝土組合桁架梁橋最常見的方式是混凝土橋面板和鋼桁架的上弦桿通過剪力連接件相連，共同參與受力，桁架上、下弦處的橫梁和平聯不是必須的，混凝土橋面板可以替代其作用[1]。而桁腹式PC組合梁與常規的鋼桁架組合梁最大不同點在于：桁腹式PC組合梁的頂底板既是直接承受橋面荷載的結構又必須作為桁腹結構的上下弦桿和平聯，頂底板作為整體結構必要的構件組成之一，其若破壞將直接導致整體結構成為機動的結構。

本文分析的橋梁采用了鋼管混凝土桁架腹桿+PC混凝土頂底板的桁腹式組合結構，根據其特點進行精細化空間研究分析，并分析結構病害原因，以期對該類型橋梁設計提供一定的幫助和建議。

1 工程概況

本工程位于深圳某大學校園內，起點位于大學北校區，由北向南上跨城市快速路后通過定向匝道接入南校區內。橋梁共分為三聯，其中第一聯為（3.5 m+25 m+40 m+40 m+50 m+47.5 m+62.5 m+ 30 m+3.5 m）=302 m雙層橋面桁腹式PC組合連續梁橋，橋梁上層橋面為機動車道，雙向兩車道，總寬10 m；下層橋面為人行道，總寬7 m；第二聯和第三聯分別為（19.5 m+25 m+25 m）和4×25 m預應力混凝土連續箱梁。主橋總體布置見圖1和圖2。

圖1 主橋總體布置圖（單位：m）

圖2 主橋橫斷面布置圖（單位：m）

2 結構設計

上部結構采用單幅雙層布置，總高4.0 m。頂板總寬10.0 m，單側懸臂長度2.0 m，頂板厚度0.2～0.5 m。底板總寬7 m，鋼桁腹橫橋向中心距6 m，腹桿處1 m寬度范圍內厚度為0.5 m，其余腹桿間5 m為0.25 m的等厚段。

鋼桁腹節間距5 m，斜腹桿豎向投影凈高3 m，與水平面夾角55.4°，采用Φ426×16 mm鋼管，內部填充C50微膨脹混凝土。腹桿與頂板、底板采用雙肢鋼板T-PBL連接鍵加焊接栓釘的連接方式。鋼桁腹節點與頂底板連接節點處，頂底板設置1.0 m（寬）×0.5 m(高)的橫肋，上部斷面見圖3。

圖3 主橋斷面構造尺寸（單位：mm）

上部結構采用三向預應力設計，頂板橫向預應力采用Φs15.20-5鋼絞線，底板橫向預應力采用Φs15.20-3鋼絞線，橋墩兩側受拉力較大的腹桿布置一束Φs15.20-3鋼絞線。橋梁頂底板縱向預應力鋼束均采用Φs15.20-9鋼絞線，每個頂板支點上緣設置17束，橫向間距0.4 m。跨中底板設置8束，橫向間距0.6 m。縱向鋼束見圖4。

圖4 主橋斷面預應力布置（單位：mm）

下部結構0號臺采用坐板式擴大基礎橋臺，橋墩采用4肢空間放射形鋼管混凝土V形墩，立柱為Φ800×16 mm鋼管,內部填充C50微膨脹混凝土。墩頂鋼管橫橋向間距6 m，順橋向間距為5 m，立柱鋼管墩底縱橫間距均為2.5 m。立柱頂部設置4根Φ351×12 mm鋼管系梁。基礎采用4根1.2 m直徑沖孔樁，承臺為4.7 m×4.7 m矩形承臺，承臺厚度1.5 m，橋墩高度在5～8 m之間。

除0號橋臺外，橋墩均采用墩梁固結的無支座設計，鋼管混凝土立柱與與上部結構底板采用雙肢鋼板T-PBL連接鍵加焊接抗剪栓釘的剛性連接方式。

3 病害情況

主橋在2015年6月開始進行施工，2016年6月施工完畢。施工完畢拆除支架后對主體結構進行檢測時發現，頂板結構橫橋向開裂嚴重（由于橋面鋪裝已施工完畢，外觀檢測的裂縫均為頂板下緣），全橋頂板共計發現207條橫向裂縫，裂縫寬度超過0.2 mm的共計8條，橫向貫通的裂縫55條，裂縫分布沿順橋向均勻布置，墩頂位置相對密集。結構底板未發現明顯的開裂現象。

為檢驗橋梁的成橋受力狀況，在2016年7月進行了荷載實驗，根據相關檢測實驗規范，采用了5輛38 t重的汽車隊62.5 m橋跨進行了四級偏心加載，在加載到三級荷載（四輛試驗車輛）時，觀測到橋面欄桿、護欄、護欄和鋼桁腹桿存在明顯的橫向晃動，且側傾明顯，故終止荷載試驗。

4 結構分析

由于桁腹式組合梁腹桿的不連續性，其截面受力不完全滿足平截面假定，因此不能采用單一的梁單元來建模分析。從截面組成來看，桁腹式PC組合梁本身可以分解為3個組成部分：頂板、桁架腹桿、底板，整個斷面可以離散為“板”和“梁”的混合體系。

板單元計算結果不能很方便的指導配筋設計，而空間梁格模型就是基于“板梁”混合體系，將頂底板離散為十字交叉的空間正交梁格，板厚在斷面上變化均演變為局部縱橫梁的梁高變化，這樣整個結構均為梁單元體系，其結果可以直接與規范的條文進行適應對比。

計算采用精細化空間梁格模型進行結構分析，既可滿足整體受力分析，又可以滿足橫向受力分析的要求[2]。通過對于連接節點的細化模擬，還可以得到桁腹桿的端部內力和應力，滿足節點端部設計要求。

4.1 空間模型的建立

采用Midas Civi 2015建立空間梁格模型，頂板和底板采用密集型空間網格狀梁格，網格間距最大不超過0.25 m。腹桿及下部結構單元受力較為明確，單元劃分的長度相對大點。全橋共建立193 405個單元，98 939個節點，空間模型如圖5。

圖5 全橋有限元模型

4.2 使用荷載頂底板應力分析

根據空間模型計算結果，按位置輸出頂底板使用荷載單向應力如下表1～表4所示。

表1 頂板使用荷載單項應力 MPa

表2 頂板使用荷載單項應力 MPa

表3 底板使用荷載單項應力 MPa

表4 底板使用荷載單項應力 MPa

分析結果顯示，頂板由于溫度次應力占所有拉應力的20%～54%，收縮徐變次應力占所有拉應力的11%～36%。底板由于溫度和收縮徐變產生的次效應則比例較低。

4.3 成橋狀態下頂底板的應力分析成橋階段各位置的頂底板應力如表5和表6。根據分析結果可知，成橋狀態下：

（1）頂板大部分位置的拉應力均超過C60混凝土抗拉強度設計值1.96 MPa，最大達到9.3 MPa。

（2）底板的薄弱點位于預應力錨固點后方，主要由預應力局部效應引起。

4.4 發正常使用階段頂底板抗裂驗算

根據前述計算結果，將活載效應與各使用荷載單項進行組合，得到正常使用階段頂底板抗裂驗算如表7-表8。

表5 頂板成橋狀態應力 MPa

表6 底板成橋狀態應力 MPa

表7 短期效應組合頂板抗裂驗算匯總表 MPa

表8 短期效應組合底板抗裂驗算匯總表

根據組合結果，短期效應作用下：

（1）頂板截面沿順橋向均出現較大的拉應力，且拉應力均超過規范的限值。

（2）底板截面上緣、下緣沿順橋向,在近支點和錨后均出現拉應力，拉應力均為預應力錨后局部應力。

4.5 動力特性分析

動力特性分析采用多重Ritz向量法，將結構的二期荷載其他附屬荷載均轉換為結構質量，結構的自重由程序按集中質量法轉換為質量。結構的前8階振型結果見表9。

表9 結構前8階振型參數列表

動力特性分析結果表明：振型1～振型5均為上部結構主梁側扭，其頻率介于0.87 Hz～1.91 Hz；振型1～8自振頻率均小于3，其中振型8為豎向主振型，自振頻率為2.79 Hz。

5 結語

（1）結構分析的結果基本驗證了成橋檢測的結果，即頂板沿順橋向開裂嚴重。

（2）結構采用了墩梁固結的體系且結構剛度較大，頂板溫度、收縮徐變次應力占比較大，跨中無預應力鋼束區域則是由上述次效應疊加預應力次效應產生拉應力。

（3）振型模態1～5均為結構主梁扭轉，頻率介于0.87 Hz～1.91 Hz，主梁側向扭轉剛度較弱。

（4）振型1～8頻率均小于3，其中振型8為豎向主振型，自振頻率為2.79 Hz，模態1～模態8的基頻均不滿足人行天橋對結構基頻的要求。

[1]邵長宇．梁式組合結構橋梁[M].北京：中國建筑工業出版社，2014.

[2]黃華琪，張建東，劉釗．鋼桁腹式混凝土組合箱梁橋的空間梁格模型[J]．現代交通科技，2011，8（6）：27-30.

[3]JTG D62-2004，《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》[S].

U445.7+1

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1009-7716（2017）08-0212-04

10.16799/j.cnki.csdqyfh.2017.08.066

2017-05-01

朱曉棟（1981-），男，江蘇東臺人，工程師，從事橋梁工程設計工作。