大跨度預應力混凝土連續剛構橋損傷分析

曾 鵬

(中鐵二院工程集團有限責任公司，四川成都 610031)

預應力混凝土連續剛構橋是梁式橋中可實現跨徑最大的結構形式，其懸臂澆筑的施工方法、平順的行車性、高墩跨越、整體造價適中的優勢，使得該橋型得到了相當普遍的應用。我國從1988年開始從國外引進了連續剛構橋，1990年建成主跨為180 m的預應力混凝土連續剛構橋——廣州洛溪大橋，其后陸續建成了一批大跨度預應力混凝土連續剛構橋。隨著這些橋梁建成運營一段時間以后，問題逐漸顯現出來，陸續出現了一些病害，主要表現為主梁跨中下撓和箱梁開裂(特別是箱梁腹板裂縫)，且兩大病害相互伴生，相互促進和影響。這些病害的出現，輕則影響行車舒適性，重則大大降低橋梁結構的耐久性，甚至影響到橋梁安全，需要及時進行加固處理。而對既有橋梁進行損傷分析，找出最可能的橋梁真實損傷情況，是擬定合理的加固方案及評估加固效果的前提條件。

1 “參數→狀態→檢驗”方法的步驟

該損傷分析方法其實可以看做一個迭代循環的過程，先分析出造成橋梁病害的主要因素，將這些因素歸納為計算模型中影響結果的參數，然后通過“參數→狀態→檢驗”的多次迭代驗算，以不斷改變參數來計算結構狀態，待某狀態獲得檢測及荷載試驗檢驗時，即宣告迭代結束。此時得到的狀態就是病害橋梁目前狀態的最接近模擬，此時的主要參數稱之為損傷參數，此參數下的計算模型稱之為主控模型，用于指導加固設計。該方法的基本步驟如下：

(1)原橋設計狀態驗算，以判定結構是否存在不正常的劣化和損傷；

(2)確定損傷分析的主要參數及其序列，損傷參數的確定需要參考類似橋梁的分析參數及學術研究情況；

(3)進行“損傷參數→結構狀態”的計算分析；

(4)以檢測數據和荷載試驗數據為驗證的依據，終止“損傷參數→結構狀態”分析，確定損傷因素(或者其范圍)及結構損傷狀態(或者其范圍)。

2 某大跨度預應力混凝土連續剛構橋的損傷分析

2.1 橋梁概況

某跨徑組合為(106.6+2×160+106.6) m的預應力混凝土連續剛構橋，橋寬2×15.75 m，左右幅分修，采用JTG D60-1985《公路橋涵設計通用規范》簡稱《85規范》進行設計。箱梁頂板寬15.75 m，底板寬8.0 m；部段梁高8.0 m，跨中及支點梁高3.0 m，梁高按二次拋物線變化。上部結構箱梁為50號混凝土，采用縱橫豎三向預應力體系，縱向和橫向鋼束采用1 860 MPa的φ15.24高強度低松弛鋼絞線，豎向采用750 MPa的φ32精軋螺紋粗鋼筋。主墩為雙肢薄壁墩，墩橫橋向寬8.0 m，順橋向寬1.4 m，每肢薄壁墩采用5根φ2.0 m嵌巖群樁，承臺厚3.5 m,橋梁總體布置見圖1。

圖1 橋梁總體布置

該橋在建成通車七年后，檢測顯示在邊跨梁端腹板存在不同程度的斜裂縫。在第十年又連續做了兩次檢測，發現病害呈現出發展趨勢。腹板斜裂縫長度和寬度均加大，主要分布在邊跨梁端、邊跨的跨中附近、中跨以跨中為中心左右各0.05L～0.25L的范圍內，裂縫已延伸至頂、底板倒角部位，大部分已貫通腹板厚度，最大寬度為0.7 mm左右；跨中底板橫向裂縫寬度繼續增加，最大寬度為0.6 mm，部分裂縫橫向貫通底板寬度，并向腹板延伸；0#塊和合攏段頂板出現縱向裂縫；中跨跨中下撓，最大下撓量23 cm，橋梁總體布置見圖1。

2.2 病害原因及損傷分析參數選擇

2.2.1 預應力的額外損失

造成大跨度預應力混凝土連續剛構橋出現病害的主要原因之一是有效預應力不足或損失過大，造成主拉應力過大。查閱國內出現病害的幾座典型大跨度預應力混凝土連續剛構橋檢測和加固資料，發現普遍存在預應力施工質量較差的情況，如壓漿不飽滿、孔道存在著空隙；孔道預應力束銹蝕等。這些都將使得縱向鋼束的有效預應力降低，造成橋梁預應力度降低。同時，在一些大跨度預應力混凝土連續剛構的設計中，橋梁縱向預應力鋼束布置主要采用頂板索和底板索，腹板的彎起鋼束極少，設計通過設置豎向預應力筋，來降低結構的主拉應力。但是實際情況是，豎向預應力鋼束長度較短，很小的錨固變形也會使預應力損失大大增加。參考文獻的研究表明，沒有專門設備和嚴格施工控制的情況下，豎向預應力施工完成后，其有效預應力可能僅為理論值的3/4或2/3；同時，在橋梁運營過程中，由于車輛荷載長期沖擊作用，精軋螺紋鋼筋錨頭的逐漸松動，豎向有效預應力因將進一步降低，從而使得橋梁的抗剪能力下降，主拉應力增大。

2.2.2 剛度折減

由于截面開裂，會造成橋梁的剛度下降，檢測報告顯示，邊跨合龍段處斷面在試驗車作用下的撓度為12.45 mm；跨中斷面在試驗車作用下的撓度為15.45 mm。通過建模計算兩斷面處的理論撓度值，得出校驗系數(試驗值/計算值)，可知本橋的剛度折減范圍應該在20 %～30 %間。剛度折減下的計算撓度值及校驗系數見表1。

表1 剛度折減下的計算撓度值及校驗系數

2.2.3 結構自重增加

檢測顯示，橋面的混凝土鋪裝厚度平均為14.1 cm，比設計的8 cm多了6 cm，增加的鋪裝層自重會使跨中下撓25.4 mm，而引起的收縮徐變又使跨中下撓44.2 mm，合計25.4+44.2=69.6 mm。而橋梁跨中下撓會加劇箱梁的開裂，從而引起箱梁下緣的混凝土失效，造成箱梁形心軸上移，又會進一步加重箱梁的下撓。加上混凝土實際的收縮徐變可能比原設計更大，造成跨中底板下緣混凝土的應力儲備減少，進一步使底板產生橫向裂縫。跨中底板混凝土開裂與跨中下撓兩者間互相作用，使得下撓進一步加劇。

2.2.4 梯度溫度的影響

原橋采用《85規范》進行設計的，而梯度溫度對橋梁應力影響較大。按TJG D60-2004《公路橋涵設計通用規范》以下簡稱《04規范》梯度溫度與原設計《85規范》的頂板升溫工況進行對比驗算顯示，梯度溫度使上緣壓應力增加4 MPa左右，上緣拉應力增加2.6 MPa左右；下緣壓應力增加0.6 MPa左右，下緣拉應力增加0.4 MPa左右。溫度效應下應力比較見表2。

2.3 根據選定參數進行損傷分析，得到主控模型

建立計算模型，采用實際鋪裝厚度和《04規范》梯度溫度，對于計算模型中的縱向預應力(包括頂板和頂板)額外損失參數、豎向預應力額外損失參數、剛度折減參數進行逐級調整組合，把每一次的計算結果與實測的橋梁損傷狀態進行對比分析驗證，使得計算模型中的參數逐步逼近或者超越檢測到的結構損傷狀態。通過多次的參數迭代調整，得到最接近病害橋梁當前狀態的損傷參數為：縱向預應力額外損失15 %，豎向預應力額外損失60 %，剛度整體折減22 %。此時，在邊跨2個梁段主拉應力超限(最大值-3.78 MPa)，主跨跨中9個梁段下緣正應力出現拉應力(最大值-2.94 MPa)。主跨出現8個梁段主拉應力超限單元(最大值-3.15 MPa)。分析出現的超限位置及趨勢與實測損傷符合度好，可能造成檢測損傷狀態的程度，將此模型作為主控損傷模型。

表2 溫度效應下應力比較

2.4 加固設計的模型選用

通過上述損傷分析，雖然得到了病害橋梁目前狀態的最接近模擬——主控模型，但由于橋梁的實際狀況十分復雜，并不會完全與理論分析一致，主控模型并不能完全反映橋梁的實際狀態。在加固設計時，考慮加固方案的合理性和安全性，宜采用包絡設計。即以主控模型作為加固設計的基本模型，通過計算分析擬定出合適的加固方案，并用原設計狀態模型作為包絡設計的上限，最大損傷狀態模型作為包絡設計的下限，去包絡驗證加固方案的安全性。

通過2.3條的損傷分析，可以得到本橋超越結構病害狀態的最大損傷狀態模型的參數：縱向預應力額外損失20 %、豎向預應力額外損失80 %，剛度整體折減30 %。此狀態下，邊跨2個梁段主拉應力超限(超過最大值-4.04 MPa)，主跨跨中11個梁段下緣正應力出現拉應力(超過最大值-3.81 MPa)。主跨出現多個梁段主拉應力超限單元(最大值-4.84 MPa)。分析出現的超限位置與實測損傷符合好，但可能造成的損傷要明顯大于檢測得到的損傷程度。

該橋按照前述方式進行損傷分析及加固設計，加固完成后荷載試驗數據與模型計算結果吻合度高。加固完成通車運營后多次檢測顯示，橋梁病害得到有效控制，加固效果良好。

3 結束語

采用“參數→狀態→檢驗”迭代驗算的方法進行損傷分析，即通過不斷調整計算模型的參數，逐步逼近或者超越檢測到的結構狀態，以荷載試驗和檢測數據作為驗證標準，確定損傷參數得到大跨度預應力混凝土連續剛構的損傷狀態。該方法思路明確，過程清晰，判斷、驗證的依據來自客觀試驗數據，結果可靠。該方法為預應力連續剛構橋提供了一種模式化的損傷分析路徑，同時其思路和步驟亦可為其它類型橋梁損傷分析所參考。

[1] 張方. 大跨度預應力混凝土梁橋時變性能及分析方法研究[D]. 成都: 西南交通大學, 2011.

[2] 文武松. 大跨度PC連續剛構橋撓曲開裂因素研究[D].成都: 西南交通大學, 2009.

[3] 范立礎. 預應力混凝土連續梁橋[M]. 北京: 人民交通出版社，1988.

[4] 張方, 錢永久, 唐繼舜. 基于結構性能的PC連續剛構橋損傷分析[J]. 西南交通大學學報， 2009.