超凈高鋼桁架棧橋原位靜載試驗

江 強，凌 影，劉有軍，邱 斌，張海軍

（1.云南省建筑科學研究院，云南 昆明 650223；2.保山市建設工程質量安全監督站，云南 保山 678000）

0 引言

作為大型水電工程施工環節中的重要附屬結構設施，鋼結構棧橋承擔著保證水庫大壩能夠順利澆筑的重任。水庫大壩的施工高峰期，鋼結構棧橋的橋面將通行大量的重型混凝土罐車，因此，鋼結構棧橋雖然是附屬設施，但卻是整個水電站較長建設周期內的關鍵附屬設施。本工程實例經工程 5 方責任主體達成共識，決定對建成后的鋼結構棧橋進行設計工況下的承載力原位試驗，從而明確鋼棧橋的承載能力［1-2］。

該鋼棧橋位于云南某在建的大型水電站，布置在泄洪洞進水口和左岸壩肩槽之間，主要由混凝土基礎、混凝土立柱、混凝土承臺、鋼立柱，鋼箱梁，鋼桁架等組成，功能為水庫大壩澆筑時的供料平臺，澆筑水庫大壩時將會有重型混凝土罐車在該平臺上通行并卸料。鋼棧橋的全景如圖 1 所示。

圖1 鋼棧橋全景

1 加載方案

經過與鋼棧橋設計方的共同討論及研究，在鋼棧橋的橋面滿布設計載荷的試驗方式工作量巨大，且在現場不具操作性。因此，為了能以最少的試驗量反映鋼棧橋的承載能力，決定在鋼棧橋跨度最大且凈高最高的位置，對其中一榀鋼桁架進行靜載試驗。試驗鋼桁架的總加載量按設計荷載的 1.5 倍考慮，加載總量為 317.5 t。

加載試驗采用分級加載的方式進行，加載時為 6 級加載，卸載時為 3 級卸載，每級加卸載達到預定數值時恒載至少 5 min，待變形穩定后再進行下級加載和卸載。加至總荷載大小為 317.5 t 時，至少保持荷載恒定 2 h，待變形穩定后開始卸載。試驗加、卸載等級如表 1 及表 2 所示。

表1 加載等級

表2 卸載等級

2 測點布置及測試

整個試驗過程中，通過測試桁架跨中撓度及關鍵桁架桿件的應變值，明確鋼棧橋桁架加、卸載過程的變形情況，從而能夠掌握鋼桁架的承載能力。

由于鋼桁架跨中距離地面凈高接近 90 m，且距離桁架支座的距離較遠。因此，無法采用位移計或百分表等設備測量桁架的跨中撓度。進而，該試驗采用無需基座架的非接觸式視頻測量設備，用于實時測量桁架的跨中撓度。僅需在鋼桁架跨中粘貼靶標后，將非接觸式測量設備放置于桁架支座位置，即可實現對桁架跨中撓度的實時測量［3-5］。跨中撓度測點布置及現場測量如圖 2 、圖 3 所示。

圖2 跨中撓度測點

圖3 跨中撓度現場測試

圖 2 所示的鋼桁架結構中，端腹桿、端斜桿及跨中的上、下弦桿均為加載過程中受力較大的桿件。因此在圖 4 所示的位置沿桁架桿件的縱向及橫向粘貼應變片，應變片的現場粘貼如圖 5 所示。桁架桿件應變片粘貼完成后，在不受加載影響的另一個桁架位置處粘貼溫度補償片。

圖4 應變片布置

圖5 應變片現場布置

試驗設備及裝置均布置完成后，首先進行一定的預加載用于檢驗儀器設備是否正常工作。確認儀器設備正常工作后，開始正式加載。加載重物采用螺紋鋼，在桁架正上方按照預定加載方案推載。現場加載如圖 6 所示。

圖6 加載現場

3 試驗結果

3.1 跨中撓度結果

根據實時加載、卸載工況的測試，桁架跨中撓度時程曲線如圖 7 所示。

圖7 跨中撓度時程曲線

得出每一級加載及卸載對應的撓度峰值如表 3 及表 4 所示，其中正值代表重力方向，負值代表與重力相反的方向。

表3 加載跨中撓度極值

表4 卸載跨中撓度極值

由圖 7 可見，加、卸載時程曲線總體上呈倒 V 形，表明卸載后桁架的變形基本恢復，桁架在既定加、卸載過程中基本保持彈性狀態。此外，加、卸載時程曲線并非一條光滑的時程曲線，而是在過程中存在波動，其主要原因在于加、卸載時程曲線受加載及卸載時的實際操作影響所致。同時也表明非接觸式變形測試設備具有較高的靈敏度，能夠測量結構較為微小的變形。

3.2 應變結果

由跨中撓度試驗結果基本能夠判定鋼棧橋桁架在既定荷載下基本處于彈性工作狀態。然而，缺乏判斷桁架處于彈性階段的定量數據。圖 8 依次列出了各應變測點在加、卸載過程中的應變時程。

為了更為直觀地看出 8 個點的應變極值分布情況，將8 個點每級荷載下的應變極值繪制成曲線，如圖 9 所示。

由圖 9 可見，在同一荷載等級下應變值分布最大處在 3 和 6，其次是 1、2、7、8，最小處在 5 和 4，其中上懸桿值最小。并且根據測量結果可知，應變最大值為 163.8 με，彈性模量按照 E=2.0×105MPa，應力值為：32.76 MPa。因此加載過程中，鋼構橋桁架處于彈性工作狀態。

4 有限元分析

為了更進一步地驗證試驗結果，采用 Mid ascivil 建立鋼結構棧橋的有限元模型，其整體有限元模型如圖 10 所示。由于桁架橋各桿件均采用對接焊縫連接，因此，有限元建模時，桁架的各桿件均采用梁單元進行模擬，各節點連接處均假設為固結。另外，桁架下部的高支墩主要承受軸向力及由上部荷載不均勻時導致的軸力偏心彎矩。因此，下部的高支墩部分在有限元建模時仍采用梁單元模擬。實際結構中，上部桁架和下部高支墩采用縱向可滑動的支座連接。因此，有限元建模時將上部桁架與下部高支墩的相應節點在豎向及橫向進行約束，而在縱向放松約束。橋面板單元與桁架的梁單元由于節點的自由度數不統一，有限元模型統一建立時容易計算出錯。因此在建模過程中并不直接建立橋面板單元，而是以初始荷載的形式施加在上部桁架中。桁架棧橋的整體模型及約束關系均建立完畢后，在模型中輸入與試驗相同的荷載制度，并計算得出每級荷載下的應變極值，如表 5 所示。滿載時應變云圖及變形圖如圖 11 及圖 12 所示。根據有限元分析結果，應變值較大位置在端斜桿處，較小值在跨中上下懸桿處且構件變形均處于彈性范圍內，分析結果與試驗結果基本一致。由圖 11 及圖 12 可見，有限元分析結果比試驗結果偏大，其主要原因為原位試驗荷載被桁架的周邊結構所分擔。因此鋼桁架受到試驗荷載時更具安全性。

圖8 應變時程曲線

圖9 各測點加載應變極值曲線

圖10 有限元模型

表5 有限元分析結果

圖11 滿載桁架應變云圖

5 結論

試驗結果表明鋼桁架在試驗荷載作用下處于彈性工作狀態。與有限元分析結果對比后可得，鋼桁架承載能力有較大富余，安全系數較高，該種鋼結構棧橋的結構形式可在類似的水利建設工程中推廣。

試驗中采用的非接觸式測量方法可推廣應用到相同或相似的工程試驗中，解決超凈高工程結構原位撓度不便測量的問題。