基于荷載試驗的斜拉橋加固結構承載能力評估

陳楊利

（福建省永正工程質量檢測有限公司，福建　福州 350012）

0　引言

對于斜拉橋等體系復雜結構，常規的質量檢查、驗算分析往往無法明確結構工作狀態，現行橋梁檢測評估規范[1～3]明確指出，對于體系復雜，結構檢算等方法難以明確判定承載能力的橋梁結構，應開展荷載試驗。國內眾多學者[4～6]對斜拉橋加固改造的結構進行荷載試驗評定，但主要局限于斜拉橋整體結構工作狀況的評定，理論計算未體現實際損傷狀況，缺乏加固部位的精細分析與評定。

橋梁結構承載能力的荷載試驗評定是通過施加荷載的方式對結構或構件的靜、動力特性進行現場試驗測試，對實測結果與計算結果進行比較分析，獲取橋梁結構承載能力的量化指標并確認其是否滿足標準或設計要求所進行的活動。顯然，準確的理論模型提供了結構在實際狀態的客觀基準，是荷載試驗評定結果可靠性的先決條件。李兆霞[7]指出大跨橋梁以結構狀態評估為目標的有限元模擬，必須是建立于銜接理論基礎上的多尺度結構模擬，需建立關鍵構件的局部模型以分析在橋梁結構全尺度有限元模型中無法模擬的細節行為。基于上述思想，本文以某帶協作體系斜拉橋箱梁腹板加固工程的荷載試驗評定工作為例，淺談該類結構的有限元模型建立，損傷分析與承載能力評定。

1　概述

1.1　工程概況

某斜拉橋于2011年建成通車，主橋為110 m+（125+35）m獨塔單索面不對稱斜拉橋，采用塔、梁、墩固結體系，橋面凈寬33.00 m。主梁采用三向預應力體系，標準斷面為單箱五室扁平箱梁結構，箱梁采用C55混凝土，梁高2.8 m。全橋共34對斜拉索，110 m跨側橋面處斜拉索標準間距為5.2 m，125 m跨側橋面處斜拉索標準間距為6.0 m。橋梁設計荷載：城-A級，人群2.5 kN/m2。總體布置見圖1所示。

1.2　主要病害與加固方案

該橋竣工后，發現3#墩兩側7.4 m范圍主梁的直腹板存在30條豎向裂縫或斜向裂縫。其中：A型腹板存在 25條裂縫，裂縫寬度最大測讀值為2.20 mm；B型腹板存在5條裂縫，裂縫寬度最大測讀值為0.36 mm。2014年～2016年該橋三次外觀檢測結果表明，腹板裂縫數量均有少量增加，少數裂縫寬度有輕微擴展現象，其中有代表性的腹板裂縫縫寬未見明顯擴展現象。腹板裂縫分布形態見圖2所示。

為確保橋梁承載水平符合設計要求，原設計單位于2016年對該橋3#墩中心線兩側7.4m范圍主梁腹板進行加固。先采用閉合法灌縫注漿修補已有裂縫，然后采用增大截面法進行加固。腹板加固方案示意，見圖3所示。

圖1　橋梁總體布置圖（單位：cm）

圖2　腹板裂縫分布示意圖（單位：cm）

圖3　主梁加固示意圖

2　試驗方案簡介

2.1　初始有限元模型建立

斜拉橋有限元模型根據主梁模擬形式的不同主要分為單主梁模型、板殼模型和實體模型等。單主梁模型建模簡便、計算速度快，工程應用廣泛，如橋梁設計時便是采用簡單的“魚骨”形。其不足之處主要是無法準確考慮主梁的翹曲剛度而易導致扭轉、剪切計算結果失真。板殼模型和實體模型則較真實地模擬了主梁的質量分布和剛度特性，但通常建模比較復雜，計算效率較低，主要應用于結構局部的精細分析。

制定荷載試驗方案時所建立的有限元模型要求能夠反應結構主要力學特征，準確計算結構自振頻率等動力特性，較精確分析主梁、主塔及斜拉索等構件在設計荷載作用下的內力、應力分布情況，以便確定試驗工況及相應測試截面，其分析目標同設計類似，可采用簡單的“魚骨”形。本文初始模型為Midas civil有限元軟件建立的施工監控計算模型。該模型包括34個桁架單元和183個梁單元，其中斜拉索采用桁架單元模擬，塔、梁及墩均采用梁單元模擬，初始有限元模型見圖4所示。

圖4　初始有限元模型

2.2　試驗工況及測試內容

根據加固后橋梁最終結構特點，按最不利受力的原則，結合加固的具體內容、范圍及改造前病害嚴重程度選擇測試截面，確定相應試驗工況。該項目試驗工況分為特殊工況和常規工況。測試工況及內容詳見表1所列。特殊工況是針對存在損傷、相對薄弱的加固部位的專門試驗工況，主要目的為測試加固部位在最不利荷載作用下的結構真實響應，為該部位損傷分析提供可靠的實測數據，同時了解新舊混凝土的協調變形能力和裂縫開展狀況，驗證加固處置效果。常規工況則是根據斜拉橋結構體系特點，對全橋內力和變位最不利的部位進行測試。測試截面選擇以能反應橋梁最不利受力狀態為原則，根據結構分析結果，測試截面布置及測點見圖5、圖6所示。

2.3　試驗荷載

以城A級車道荷載（含沖擊力）+人群荷載為控制荷載，按等效原則擬定試驗荷載大小。工況荷載和加載位置采用荷載試驗效率進行控制，對于鑒定性荷載試驗，試驗效率值應大于或等于0.95，且不得大于1.05[2]。該項試驗各工況荷載效率為0.95～1.03，試驗效率詳見表1所列。

3　局部損傷評估與有限元模型修正

為滿足局部精細分析的需求，同時要求降低計算分析成本，便于工程應用，本文建立了兩個模型，一個是采用板殼和實體單元建立的加固部位局部分析模型，另一個是用于整體分析的單主梁模型。利用工況一試驗荷載作用下的結構真實響應測試結果，對局部損傷進行評估，并對整體分析模型進行修正。

圖5　測試截面及測點布置圖（單位：cm）

本文所建立的加固部位局部模型取自圖1所示的整體現澆段，模型包括2 540個板單元和60個實體單元，墩頂處主梁實體段采用實體單元模擬，其它部位采用板單元模擬，加固部位腹板由原腹板單元和加厚單元兩部分組成，局部模型見圖7所示。

圖7　局部模型

局部模型支座約束按實際考慮，而其它梁段對局部模型的約束作用考慮如下：針對腹板加厚部位采用原設計截面和不考慮損傷的組合截面的兩種情況，對工況一荷載作用下的整體模型主梁內力進行計算比較，結果表明整體單主梁模型中局部分析模型相鄰單元的彎矩相對差值為0.66%，剪力相對差值僅為0.08%，扭矩相對差值僅為0.01%，腹板加厚對結構內力影響不明顯。因此，本文以整體單主梁模型在工況一荷載作用下所計算得到的局部分析模型相鄰單元內力作為外加荷載，施加在局部模型上。

因結構尺寸、彈性模型等物理參數意義明確，工程實用性好，本文選取加固區域原腹板厚度為修正參數，通過調整原腹板厚度，不斷修正迭代，當有限元計算值與試驗值之間關系達到目標值時，則可確定損傷程度。該項目目標值的確定基于以下思路：

（1）表2比較了工況一荷載作用下不考慮損傷情況時的腹板剪應變計算值與試驗實測值。

表2　不考慮損傷時剪應變計算結果一覽表

從表2可以看出B型腹板實測應變小于理論應變，表明加固后B型腹板實測抗剪強度優于不考慮損傷的組合截面抗剪強度，可以認為原B型腹板損傷不明顯；A型腹板實測應變大于理論應變，表明原A型腹板存在一定程度損傷，A型腹板加固后實際截面抗剪強度無法達到不考慮損傷的組合截面抗剪強度，應考慮損傷引起的截面強度削弱影響。

（2）在截面布置對稱、荷載基本對稱情況下，箱梁同一截面的各腹板實測與理論剪應變比值關系應基本一致，即表2中各測點實測與理論值應一致。若忽略B型腹板損傷，對原A型腹板進行損傷修正后，A型腹板實測與理論剪應變比值應處于0.86～0.90之間。迭代計算表明，當對原A型腹板厚度考慮0.7的折減系數時，各腹板實測與理論剪應變比值基本一致，結果見表3所列。

表3　考慮原A型腹板損傷時剪應變計算結果一覽表

綜上分析，該項目建模分析時，加厚段箱梁的B型腹板厚度按無損傷的組合截面厚度考慮，A型腹板則采用對原A型腹板考慮厚度折減后的等效厚度，有效厚度為52 cm。

在初始單主梁有限元模型基礎上，依據加固部位損傷評估結果對加固部位截面腹板厚度進行修正，從而建立修正后的整體單主梁有限元分析模型。

4　試驗結果與承載能力評估

通過對加固部位和整體結構進行荷載試驗，獲取相應控制部位的應變、撓度、位移、斜拉索索力等參數及混凝土裂縫開展變化情況，結合整體和局部的計算比較，得到校驗系數、殘余值及最大效應值等參數，評估結構的實際工作狀態。

4.1　加固部位試驗分析

工況一對腹板加厚部位抗剪強度進行試驗研究，結果表明：試驗過程新、舊混凝土結合良好，未見肉眼可見裂縫。

加厚段箱梁的B型腹板損傷可忽略，A型腹板考慮厚度折減后的有效厚度為52 cm，大于原設計腹板厚度40 cm。因此，加厚腹板部位的截面強度滿足設計要求。同時，評估的損傷狀況與腹板實測表觀裂縫分布狀況吻合。

4.2　整體結構試驗分析

4.2.1主梁彎矩控制部位

工況二、工況四和工況六對主梁正、負彎矩最不利截面進行試驗測試，實測與計算分析結果見表4所列。

從表4可以看出，主梁彎矩各控制截面在相應工況荷載作用下所檢測點應變、撓度校驗系數符合《公路橋梁承載能力檢測評定標準》（JTG/T J21-2011）規定的不大于1.00的限值要求；控制截面最大撓度為3.20 cm，符合《公路斜拉橋設計細則》（JTG/T D65-01-2007） 規定的不大于 1/500（25.00 cm）的限值要求；相對殘余變位小于《公路橋梁承載能力檢測評定標準》（JTG/T J21-2011）規定的20%限值要求，表明現階段主梁彎矩控制截面強度和結構整體剛度符合設計要求。

4.2.2主塔

工況三對主塔彎矩最不利截面及塔頂最大水平位移進行試驗測試，實測與計算分析結果見表5所列。

從表5可以看出，主塔彎矩控制截面所檢測點應變及塔頂水平位移校驗系數符合《公路橋梁承載能力檢測評定標準》（JTG/T J21-2011）規定的不大于1.00的限值要求，卸載后變形可恢復，表明現階段主塔工作狀況較好。

4.2.3斜拉索

全橋累計34對斜拉索，本文對恒載作用下全橋斜拉索和活載作用下最不利斜拉索進行測試分析。

（1）恒載作用下全橋斜拉索索力測試結果表明：相對成橋竣工時的恒載索力，斜拉索索力變化率為-6.6%～+3.1%，恒載作用時斜拉索安全系數最小值為2.87。

（2）控制荷載作用下受力最不利斜拉索（D23）及相鄰斜拉索D22和D24的索力增量測試結果表明：工況五試驗荷載作用下，受力最不利斜拉索索力校驗系數為0.77～0.91，滿載時所檢斜拉索最小安全系數為2.68，符合規范《公路斜拉橋設計細則》(JTG/T D65-01-2007)第 3.4條規定：“運營狀態斜拉索的安全系數不應小于2.50”。

4.3　環境振動試驗

橋梁結構的損傷和加固等因素往往會引起結構剛度的變化，從而改變結構的頻率、阻尼等動力特性，因此，通過不同時期結構動力測試結果比較，可以檢查結構剛度的變化，為評估結構損傷或加固效果提供參考數據。本文對加固前后橋梁結構豎向自振特性進行測試，并與理論計算結果對比，結果見表6所列。

從表6可以看出，加固前后整體結構面內自振特性無變化，表明3#墩處主梁腹板加厚加固對橋梁整體剛度無明顯影響。實測頻率均大于理論頻率，表明現階段橋梁結構面內剛度大于理論剛度，結構剛度滿足設計要求，加固后結構相應振型實測阻尼比為0.03～0.04，不大于0.05，處于橋梁結構的常值范圍內。

5　結語

（1）加固部位為橋梁結構的薄弱部位，原結構關鍵部位的損傷程度及加固效果是加固橋梁荷載試驗的關鍵分析對象。荷載試驗應制定具有針對性的試驗內容，并對損傷和加固效果進行評估。該項目結構局部試驗研究表明，腹板加厚段箱梁B型腹板損傷不明顯，而A型腹板損傷對截面強度影響較大，需對原A型腹板厚度考慮0.7倍折減系數以模擬腹板損傷影響，考慮損傷后加固部位腹板等效厚度大于設計值，加固部位截面強度符合設計要求。

（2）荷載試驗分析表明該斜拉橋現階段結構動力性能良好，斜拉索工作狀況良好，各控制截面強度和結構總體剛度均滿足規范要求，橋梁承載能力滿足正常使用荷載的通行要求。

（3）該項目損傷評估結果與實際裂縫外觀分布現象吻合，荷載試驗效率符合規范要求，所檢結果能夠較全面、真實地反映該橋加固后的結構性能，為加固質量評價和后期管養提供可靠數據支持。

寧夏首個湖底隧道與管廊合建工程合龍

該項目全長4.3 km，西起新南公路，東至親水大街，沿線穿越包蘭鐵路及閱海湖，與通達北街等道路交叉。該項目把下穿閱海湖湖底隧道工程與地下綜合管廊合建施工，隧道全長1833.3 m，在親水大街與滿城大街之間橫穿閱海湖。隧道按雙向8車道城市主干路標準設計，采用上下行分離的結構型式。隧道中間為雙向行車道，兩邊為人行通道，人行通道上方配備電力倉和綜合倉，使隧道具備行車、行人、管線敷設多種功能。