高速鐵路大跨連續梁-拱現澆支架體系力學特性分析及線形控制

王廣周

(中鐵十五局集團有限公司，上海 200070)

在列車高速運行條件下，高速鐵路橋梁結構的動力響應加劇，引起的荷載沖擊、材料疲勞、結構耐久性等問題與普通鐵路不同。因此，高速鐵路橋梁結構必須具有足夠的強度和剛度，以保證橋上軌道的高平順狀態[1]。為使高速鐵路橋梁結構具有良好的動力性能，必須對橋梁結構剛度和線形進行嚴格控制。已有許多學者開展相關研究，黃艷軍等以南廣鐵路大跨度支架現澆連續梁工程為例，研究砂袋加載預壓的相關施工工藝[2]；郭志永等以濱江大橋獨塔雙索面寬幅斜拉橋工程為例，探索水袋加載預壓的相關施工工藝[3]。實踐表明，采用砂袋、水箱等材料加載預壓，不僅存在分級預壓時高空堆載安全風險大、堆載物易坍塌等安全隱患，也存在預壓變形測量工作量大、高空測量精度難以控制等問題。

綜上所述，為了降低高空作業安全風險、減少預壓變形測量工作量、提高測量精度，依托徐鹽高鐵跨徐沙河(100+200+100) m連續梁-拱項目，使用有限元軟件對現澆支架體系進行深度數據分析，以期達到節約成本、提高效率、縮短工期的目的。

1 工程概況

新建徐州至淮安至鹽城鐵路是江蘇省“四縱四橫”高速鐵路網的重要組成部分，有江蘇鐵路“金腰帶”之稱，具有京滬高鐵第二通道的重要功能。徐沙河(100+200+100) m連續梁-拱是徐鹽高鐵關鍵控制性工程之一，為國內八度地震區高速鐵路建成通車的最大跨度鋼管混凝土連續梁-拱橋[4]。

徐鹽高鐵徐沙河(100+200+100) m連續梁-拱與徐沙河(河道凈寬70 m)夾角為148°，0號節段采用支架現澆施工，分兩次澆筑，第一次澆筑混凝土1 500 m3，第二次澆筑混凝土650 m3。連續梁共有91個梁段，全長401.8 m，主梁采用單箱雙室、變高度、變截面結構，兩邊腹板為直腹板[5]。

0號節段順橋向長20 m，中支點處高12.0 m，兩端梁高11.06 m，頂板厚62～106 cm，腹板厚90/100～140 cm(腹板最厚處為140 cm，中腹板正常段厚100 cm，邊腹板正常段厚90 cm)，底板厚100.8～177.3 cm。1號節段順橋長2.75 m，截面高10.72～11.06m，頂板厚62 cm，腹板厚70 cm～90/100 cm(中腹板最厚處為100 cm，邊腹板最厚處為90 cm，正常段厚70 cm)，底板厚96.6～100.8 cm。

2 現澆支架結構力學模型

2.1 支架結構設計

支架采用30根φ630 mm 、壁厚9 mm鋼管，沿橋縱向為5排，間距2.25 m；橫向為6排，間距分別為2.15 m、3.8 m、2.3 m、3.8 m、2.15 m。鋼管之間采用φ273 mm鋼管連接，鋼管柱頂部放置雙拼I45a工字鋼作為承重橫梁，承重橫梁上縱向布置I25a分配梁，分配梁上鋪設1.2 cm厚的鋼板作為底板底模。

2.2 支架荷載與計算模型

(1)荷載取值

混凝土容重取26 kN/m3，施加在鋼板上面的荷載通過混凝土容重轉換[6]，分布情況見表1。

表1 荷載分布 kN/m3

內模及支撐體系重取0.9 kN/m2，外模及支撐架每側自重取8.0 kN/m2，方木容重取8 kN/m3，鋼板底模容重取78.5 kN/m3，鋼材容重取78.5 kN/m3，施工人員及施工設備荷載取2.5 kN/m2，傾倒、振搗產生的荷載取2.0 kN/m2。

(2)荷載組合

強度組合：永久荷載×1.2+可變荷載×1.4；剛度組合：永久荷載×1.0+可變荷載×1.0。

(3)計算建模

采用有限元軟件midas建立三維空間模型，0號-1號現澆段支架模型見圖1。

圖1 0號-1號現澆段支架模型

①單元類型

混凝土用實體單元模擬，模板用板單元模擬，其他構件均用梁單元模擬。結構受到的荷載主要是鋼管立柱、承重橫梁、分配梁、內外模板及支撐架、底模板、施工荷載及混凝土自重。

②建模邊界條件

鋼管底部支承平動Dx、Dy、Dz方向全部約束，轉動Rx、Ry、Rz方向非約束；鋼管排架及排架之間采用剛性連接，鋼管頂部承重橫梁與排架采用剛性連接，承重橫梁與分配梁之間采用剛性連接，分配梁與底模板之間采用彈性連接[7]。

3 底模板力學性能分析

3.1 底模板計算

底模板為12 mm厚鋼板，有限元計算結果見圖2。

圖2 底模板的力學性能分析

鋼板局部綜合應力 99.4 MPa<[σ]=215 MPa，強度滿足要求；鋼板最大撓度1.1 mm<[f]=L/400=5.38 mm，剛度滿足要求。

3.2 底模分配梁計算

底模分配梁計算結果見圖3。

圖3 底模板分配梁的力學性能分析

計算結果顯示：底模分配梁 I25a 工字鋼最大正應力 81.6 MPa<[σ]=215 MPa，最大剪應力32.7 MPa<[τ]=125 MPa， 強度滿足要求；底模分配梁 I25a 工字鋼最大撓度 0.77 mm<[f]=L/400=5.375 mm，剛度滿足要求。

4 鋼管支架力學性能分析

4.1 承重梁計算

承重梁采用雙拼I45a型鋼，計算結果見圖4。

圖4 鋼管支架承重梁雙拼的力學性能分析

由圖4可知，雙拼I45a型鋼的最大正應力51.0 MPa<[σ]=215 MPa，最大剪應力44.0 MPa<[τ]=125 MPa， 強度滿足要求。雙拼I45a型鋼最大撓度0.95 mm<[f]=L/400=5.38 mm，剛度滿足要求。

4.2 鋼管支架強度計算

鋼管支架立柱規格尺寸為φ630 mm×9 mm，立柱間采用φ273 mm×5.3 mm 鋼管連接成一個整體，計算結果見圖5。

圖5 鋼管支架的強度計算

計算結果顯示，鋼管支架最大正應力 49.1 MPa<[σ]=215 MPa，最大剪應力33.7 MPa<[τ]=125 MPa，強度滿足要求。

4.3 鋼管立柱穩定性計算

鋼管立柱穩定性計算結果見圖6。

圖6 鋼管立柱穩定性計算分析

按最大荷載考慮鋼管立柱的穩定性，取最大軸力為N=1 219.0 kN，最大彎矩為M=24.0 kN·m。

根據GB50017—2017《鋼結構設計規范》，構件長細比計算公式為

(1)

式中，μ為壓桿的計算長度系數，一端鉸接，另一端固定，取 0.7；i為構件截面對主軸的回轉半徑，取 210.8 mm；l0為壓桿計算長度，取3 850 mm。經計算，構件長細比為18.3。

鋼管正應力為

95.4 MPa

(2)

式中，構件穩定系數φ=0.984；γ為塑性發展系數，取1.15；W為毛截面抵抗矩；β為等效彎矩系數，取1.0[8]。經計算，正應力滿足規范要求。

5 支架預壓

由于墩身屬于非變形部分，整個支架系統拼裝完成后，只需要對能產生變形的支架部分進行預壓。施工方法：承臺施工時，預埋帶固定錨頭的鋼絞線，支架搭設完成后，順橋向布置8排I25工字鋼張拉平臺，利用張拉平臺張拉鋼鉸線，形成的張拉力反作用于支架，達到對支架預壓的目的[9]。

5.1 預壓目的

消除支架的非彈性變形，獲得支架的彈性變形，驗證支架的承載能力；根據測得的數據推算0號-1號節段底模的預留變形值，確保支架的使用安全及梁底線形，另外，還可驗證支架搭建是否合理，強度、剛度及穩定性是否滿足要求[10]。

5.2 預壓荷載

預壓荷載按承受荷載(去掉墩頂部分梁體鋼筋混凝土重量+施工荷載)的1.1倍計算[10]：①0號-1號節段作用在支架上的鋼筋混凝土重量為45 529 kN；②模板組合總重量為1 932 kN；③施工人員、機械堆放荷載按15 kN計算，則

預壓荷載=(①+②+③)×1.1=52 220 kN

(3)

5.3 反力點布置及鋼絞線抗拔力驗算

在承臺范圍內預埋反支點預壓鋼絞線，以承擔預壓荷載(鋼絞線預埋深度為1.4 m，并加4層φ16防崩鋼筋網片，鋼絞線末端設錨固鋼板并壓花)，反支點預壓鋼絞線共布置20束(單側)，順橋向布置(見圖7)。鋼絞線單束7根，每根由7φ6 mm鋼絲捻成，單根抗拉強度標準值fpk=1 860 MPa，彈性模量Ep=195 GPa。

圖7 張拉平臺平面布置(單位：mm)

鋼絞線抗拔力驗算應滿足：①現場鋼絞線反拉實際最大拉力<②鋼絞線自身極限抗拉值<③鋼絞線錨固入承臺混凝土極限抗拉值。

(1)現場鋼絞線反拉實際最大拉力

采用1 305 kN的張拉力即能滿足預壓要求，為保證0號-1號節段支架穩定，實際張拉控制力為1 430 kN。

(2)鋼絞線自身極限抗拉值

根據GB/T5224—2014《預應力混凝土鋼絞線》，鋼絞線公稱橫截面積Ap=191 mm2；根據TB10092—2017《鐵路橋涵混凝土結構設計規范》，錨下控制應力σcom≥0.75fpk，則單束鋼絞線極限抗拉值為1 865 kN。

(3)鋼絞線錨固入承臺混凝土極限抗拉值

根據GB20010—2002《混凝土結構設計規范》，ft=1.71 N/mm2，βh=0.95，βs=2，αs=20，ho=1.3 m，um=2 m，σpc，m=0，η1=1，η2=3.75>η1，η=1，(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumho=2 956 kN。

綜上，有①1 430 kN<②1 865 kN<③2 956 kN，即實際反拉作業時，鋼絞線不會崩壞，承臺混凝土不會開裂。

5.4 預壓方法

該連續梁0號-1號節段支架預壓采用鋼絞線反拉的方法進行，壓重順序應按緊挨墩身一排向兩側對稱進行，根據箱梁截面的變化特點及混凝土澆筑順序對應壓重，預壓按承受重量的60%、100%、110%三級加載(卸載時相反)。

5.5 監測點布置

在搭好的支架預壓平臺上布設監測點，并做好標記，變形監測點布設情況見圖8。

圖8 監測點平面布置

5.6 監測方法

支架加載前，監測并記錄各監測點初始高程，初始沉降量H1設定為0；每級加載完成1 h后，進行支架的沉降監測，并以6 h的間隔循環監測，滿足相鄰兩次沉降平均值之差不大于2 mm時，方可進行后續加載；加載至承受重量1.1倍時，以6 h的間隔循環監測，當連續12 h監測沉降平均值之差不大于2 mm時，方可進行卸載，沉降值定為H2；分級進行支架卸載，每卸載一級進行一次支架監測，支架卸載完成6 h后，進行末次監測，沉降值定為H3[11]。通過以上方法，可以檢驗加、卸載過程中變形觀測和計算的準確性，對誤差數據進行修正[12]，監測沉降結果見表2。

表2 521號墩支架加載各階段沉降量計算 mm

6 支架預拱度設置及梁體線形分析

6.1 反支點預壓數據分析

根據監測數據結果，通過對比該斷面其他點位變形量，可以找出差異點，并剔除異常數據，其余點位變形量的平均值即為該斷面的總變形量，以此類推計算所有斷面的總變形量[13]。依據該方法，計算確定所有斷面的總沉降量、非彈性變形值及彈性變形值[14]，其計算結果見表3。

表3 所有斷面變形量計算 mm

6.2 施工預拱度調整

該橋施工預拱度=設計預拱度(設計圖給出)+彈性變形值，根據施工預拱度調整立模高程[15]。所有斷面施工預拱度見表4。

表4 所有斷面支架預拱度計算 mm

6.3 主梁線形分析

通過模擬分析，求得主梁上各斷面的變形值，等待成橋后，監測各斷面的梁體高程，求得主梁上各斷面的實測預拱度值(見表5)，最終得出主梁的施工預拱度與實測值對比曲線[16](見圖9)。由圖9可知，混凝土澆筑完成后，梁體線形基本與設計吻合。

表5 主梁的施工預拱度與實測值對比

圖9 主梁的施工預拱度與實測值對比(單位：mm)

7 結論

以徐鹽高鐵跨徐沙河(100+200+100) m連續梁-拱0號-1號梁段為工程背景，運用有限元進行模擬分析，驗證現澆支架施工的準確性和可行性。經過反支點預壓加載，消除支架非彈性變形，并通過監測得到支架的彈性變形值，從而確定施工合理的預拱度數值，為立模高程提供可靠的依據。研究表明，在高鐵大跨大體積連續梁-拱橋現澆支架體系中，采用鋼絞線反支點預壓替代傳統壓重預壓工藝，可解決傳統壓重預壓堆載耗時長、安全風險高等問題，并大幅降低制作預壓材料及機械租賃成本。為今后大跨大體積現澆支架體系預壓提供參考。