基于有限元模擬的單支點頂升支座更換控制

施炯瑋，陳建兵，尉洪利，汪一意

(1.蘇州科技大學(xué)土木工程學(xué)院，江蘇蘇州215011； 2.中交一公局第二工程有限公司，江蘇蘇州215011)

0 引言

支座作為橋梁的重要組成部分，不但連接橋梁的上、下部結(jié)構(gòu)，保持其整體性，還將上部結(jié)構(gòu)所承受的恒載與活載反力傳遞到墩臺上，使上部結(jié)構(gòu)滿足荷載、溫度變化和混凝土收縮徐變等因素作用下的自由變形，從而保護橋梁結(jié)構(gòu)不受損傷[1—3]。

在橋梁的實際運營過程中，隨著時間的推移，由施工質(zhì)量控制不嚴、養(yǎng)護不當、混凝土收縮徐變、環(huán)境溫度變化、汽車超載及制動力所引起的板式橡膠支座脫空、局部承壓、剪切變形過大、支座老化、支座墊石和梁底楔形塊開裂、破損等典型病害屢見不鮮[4—5]。在橋梁檢查中發(fā)現(xiàn)，由于受到彎扭耦合作用、內(nèi)外梁受力不均、離心力等影響，曲線梁橋的支座病害比直線梁橋的更為普遍[6]。

目前，為了防止支座病害對橋梁結(jié)構(gòu)的安全性造成影響，最有效的方法便是更換支座。常規(guī)的橋梁支座更換方法有直接頂升法、枕木滿布式支架法、鞍型支架法和鋼扁擔(dān)梁法，以及近年提出的余弦逐波頂升方法[7—9]。但在某些實際工程中，并不需要更換所有支座，而只是對其中存在嚴重病害的個別支座進行更換。針對此種情況，采用單墩頂升的施工方法可以在不影響交通的情況下滿足“安全可靠、快速、經(jīng)濟合理”的設(shè)計原則，很好地彌補了整體同步頂升在這方面的不足。

1 工程概況

某城市高架組群由于部分支座存在嚴重病害，影響結(jié)構(gòu)安全，將對其進行頂升更換。B-2聯(lián)為該高架組群中一匝道橋，實景如圖1所示。

圖1 B-2聯(lián)匝道橋

該聯(lián)為四跨等截面部分預(yù)應(yīng)力混凝土斜腹式連續(xù)箱梁橋，截面形式為單箱單室，跨徑組合4 m×25.3 m，全長101.2 m，其中心線位于半徑為334.5 m的圓曲線上。上部結(jié)構(gòu)采用C50混凝土，為預(yù)應(yīng)力混凝土A類構(gòu)件。主梁立面布置及橫截面尺寸如圖2、3所示，墩號B3—B7。

圖2 主梁立面布置(單位：m)

(a) 1/2跨中截面

(b) 1/2支座截面圖3 主梁橫斷面布置(單位：cm)

據(jù)檢測結(jié)果，位于B-2聯(lián)邊墩B7上的板式橡膠支座老化開裂嚴重，剪切變形過大，需進行頂升更換。原支座型號為GJZ 400×800×104，單支座設(shè)計承載力3 200 kN，布置示意圖如圖4。更換后其支座承載能力原則上應(yīng)不小于原支座。

2 支撐體系及頂升方案

2.1 支撐體系

1)頂升反力分析

頂升前一般根據(jù)橋梁結(jié)構(gòu)布置形式，求出各墩臺的支座反力，用于支撐體系的設(shè)計。本工程采用MIDAS/Civil有限元軟件計算分析，采用彈性連接模擬支座的實際空間位置。

除主梁自重外，護欄加載大小為12.89 kN/m，橋面鋪裝加載大小為38.76 kN/m，可變作用等級為城-A級[10—11]。

2)支撐平臺布置

針對該匝道橋的空間受力特點，采用鋼墊塊支撐體系作為頂升支撐平臺。此方法以墩柱為反力基礎(chǔ)，將8臺250 t、4臺150 t超薄自鎖特制液壓千斤頂置于B-2聯(lián)與B-3聯(lián)的交接墩墩頂，對稱布置，頂升力安全系數(shù)為2.0。在梁體被頂升到位后，布置鋼墊塊作為臨時支撐，千斤頂及臨時支撐平面布置如圖5所示。

○250 t超薄千斤頂；●150 t超薄千斤頂；臨時支撐鋼墊塊圖5 千斤頂及臨時支撐平面布置(單位：mm)

2.2 頂升方案

本次支座更換采用縱向單墩橫向同步的頂升方式，在正式頂升前，先進行2 mm的試頂加載，以確保橋梁結(jié)構(gòu)受力安全，同步頂升系統(tǒng)工作正常。

正式頂升分多級進行，控制每2～3 mm為1級，直至支座可以完全取出。頂升過程中采用油壓表讀數(shù)控制頂升力，位移計讀數(shù)復(fù)核，再配合實時應(yīng)變監(jiān)控，確保全橋同步頂升，結(jié)構(gòu)處于安全狀態(tài)。

落梁以每4～5 mm為1級同步緩慢進行，直至梁體完全擱置于支座上，并確保新支座上、下面水平，受力均勻。

3 有限元模擬分析

采用MIDAS/Civil有限元計算軟件，將頂升高度等效為對應(yīng)支座的強制位移，計算在不同頂升工況下主梁的頂升力、位移、內(nèi)力和應(yīng)力。為保證足夠的安全空間，考慮單支點最大頂升量為20 mm時對結(jié)構(gòu)產(chǎn)生的影響，其余各工況分別為2、5、10 mm。

3.1 頂升力分析

正常運營狀態(tài)下，主梁按最不利荷載組合作用計算各工況頂升支座反力，結(jié)果見表1。

表1 各工況下頂升支座反力

由表1可以算出，達到最大模擬頂升量時，最大頂升力為(1 826.4+1 745.1) kN,等于3 571.5 kN。

3.2 位移分析

在最不利荷載組合作用下，主梁整體變形形狀近似于正弦曲線。由于B7墩處作用頂升荷載，連續(xù)梁B6—B7跨豎向位移變化相比其他跨明顯增大，忽略其余影響效果較小的橋跨，頂升跨梁體特征截面豎向位移見表2。可以看出，頂升跨豎向位移也近似按正弦函數(shù)變化，在距離B7墩約1/3計算跨徑處出現(xiàn)最大位移變化量21.06 mm，之后沿順橋向遞減，直至在B6墩處不出現(xiàn)位移變化。上述較大的豎向位移增量可能會使梁體在頂升過程中產(chǎn)生較大的拉應(yīng)力增量，應(yīng)當著重注意，以免結(jié)構(gòu)受拉開裂，造成破壞。

表2 頂升跨梁體特征截面豎向位移

注：L為每跨長度，Δ1為頂升20 mm工況和初始工況的頂升位移差。

3.3 內(nèi)力分析

在實際工程中，由于無法直接測得橋梁結(jié)構(gòu)的應(yīng)力值，往往都是通過應(yīng)力變化來反映梁體的實際受力狀態(tài)。因此，為簡化模型計算，在分析中忽略體內(nèi)預(yù)應(yīng)力對梁體結(jié)構(gòu)的影響，得到各工況下主梁特征截面最大內(nèi)力，見表3。

表3 各工況下主梁特征截面最大內(nèi)力

注：Δ2為頂升20 mm工況和初始工況的最大內(nèi)力之差。

3.4 應(yīng)力分析

對于小跨徑連續(xù)箱梁橋，當頂升自由端或非自由端梁體時，其影響范圍為頂升處梁體和與之相鄰的連續(xù)處梁體，隔兩跨影響效果銳減[12]。在進行應(yīng)力分析時，忽略影響效果很小的橋跨，結(jié)合前述分析及文獻[13]，將距離B7墩1/3計算跨徑處截面(以下簡稱為截面2)和相鄰墩B6所在截面(以下簡稱為截面1)作為施工時的主要控制截面，示意圖如圖6。

圖6 控制截面示意圖

1)截面上緣應(yīng)力

計算結(jié)果顯示，主控截面1、2的上緣均只承受壓應(yīng)力，其大小隨著頂升高度的增加呈線性增大，最大值都位于截面外側(cè)，分別為12.32 MPa和12.83 MPa，遠小于C50混凝土抗壓強度。同時，隨著主梁頂升高度的增加，主控截面上緣內(nèi)外側(cè)壓應(yīng)力增量也呈線性變化，變化量基本相等，分別為0.79 MPa和0.31 MPa，如圖7、8所示。

圖7 截面上緣內(nèi)側(cè)應(yīng)力增量曲線

圖8 截面上緣外側(cè)應(yīng)力增量曲線

2)截面下緣應(yīng)力

計算結(jié)果顯示，主控截面1、2的下緣始終承受拉應(yīng)力作用，其大小隨著頂升高度的增加呈線性增大。達到最大模擬頂升量時，內(nèi)外側(cè)均出現(xiàn)拉應(yīng)力，最大值都位于截面內(nèi)側(cè)，分別為0.30 MPa和1.02 MPa，但均小于規(guī)范[14]規(guī)定的1.885 MPa，梁體不會因受拉而產(chǎn)生裂縫。同時，隨著主梁頂升高度的增加，主控截面下緣內(nèi)、外側(cè)拉應(yīng)力增量也呈線性變化，變化量基本相等，分別為1.65 MPa和0.59 MPa，如圖9、10所示。

圖9 截面下緣內(nèi)側(cè)應(yīng)力增量曲線

圖10 截面下緣外側(cè)應(yīng)力增量曲線

4 實測結(jié)果對比分析

支座頂升更換過程中主要對梁體結(jié)構(gòu)的標高、平面軸線位置、頂升高度、頂升荷載、梁體控制截面的應(yīng)變進行監(jiān)控觀測，以保證梁體平穩(wěn)頂升。

4.1 頂升力及位移對比分析

為降低相對位移差對連續(xù)梁上部結(jié)構(gòu)產(chǎn)生過大的附加應(yīng)力，對橋梁采取同步頂升方法，頂升過程中對千斤頂頂升力及頂升位移進行同步監(jiān)測。此外，為防止梁體頂升時發(fā)生橫向及縱向偏移，頂升過程中還應(yīng)在梁體軸線位置設(shè)置監(jiān)控測點，對梁體橫向及縱向位移進行監(jiān)控。位移測點布置示意圖如圖11。

實際監(jiān)控結(jié)果與理論控制值見表5。實際頂升過程中同跨高程點相對高差維持在0.2 mm，落梁后豎向高程點高差為0.203 mm；此外，頂升過程中縱向相對位移為0.216 mm，橫向相對位移為0.035 mm。這些數(shù)據(jù)均滿足控制要求。

4.2 應(yīng)力應(yīng)變對比分析

除了頂升不同步會使梁體產(chǎn)生應(yīng)力變化外，溫度、施工機具、人員以及周圍環(huán)境等不確定因素也可能引起梁體應(yīng)力變化。因此，在頂升過程中，需對梁體關(guān)鍵位置的應(yīng)力變化進行實時監(jiān)控以控制頂升姿態(tài)[15—16]，從而保證梁體在頂升時不發(fā)生因彎曲或扭曲所造成的損傷。頂升應(yīng)變控制截面測點示意圖如圖12。

(a)橫向位移傳感器布置示意圖

(b)豎向位移傳感器布置示意圖

(c)縱向位移傳感器布置示意圖圖11 位移傳感器布置示意圖

監(jiān)控項目實測結(jié)果理論控制值豎向位移/mm內(nèi)側(cè)+13.203外側(cè)+13.00820頂升力/kN2 8003 600

圖12 應(yīng)變傳感器布置示意圖

實際監(jiān)控結(jié)果顯示，控制截面下緣受拉處最大應(yīng)力變化為+1.070 MPa，而達到最大模擬頂升高度時的應(yīng)力變化為+1.650 MPa，實際應(yīng)力變化滿足控制要求。落梁后，梁體最大殘余應(yīng)力為0.6 MPa，在合理范圍內(nèi)，不會對梁體結(jié)構(gòu)造成損傷。

4.3 梁體裂縫及橋面線形

1)梁體裂縫

通過人工觀測的方法對已有受力裂縫進行全程觀察并及時跟蹤裂縫展開情況后發(fā)現(xiàn)，在梁體頂升過程中，控制截面處箱體側(cè)向及其他位置并未產(chǎn)生裂縫，原有已處理的裂縫也并未發(fā)現(xiàn)有擴展的跡象。

2)橋面線形

頂升前后該聯(lián)橋面相對高程內(nèi)側(cè)最大相差-0.4 mm，外側(cè)最大相差-0.2 mm，結(jié)合頂升前及落梁后豎向、橫向及縱向上的相對位移量判斷，橋梁的高程及線形在頂升前后基本一致。

5 結(jié)論

1)本工程采用縱向單墩橫向同步的頂升方法對支座進行更換，不會對梁體造成損壞且安全空間較大。

2)對于小跨度預(yù)應(yīng)力混凝土曲箱梁橋，當只有個別支座出現(xiàn)嚴重病害需要進行更換時，采用縱向單墩橫向同步的頂升方法既經(jīng)濟便捷又安全可行。

3)針對具體小跨度預(yù)應(yīng)力混凝土曲箱梁橋，在進行縱向單墩橫向同步頂升前，應(yīng)對橋梁結(jié)構(gòu)進行有限元模擬，并根據(jù)理論計算結(jié)果，對變形及正負彎矩較大截面進行實時位移和應(yīng)力應(yīng)變監(jiān)控，必要時可采取限位措施。