矮塔斜拉加固連續(xù)梁橋拉索張拉方案對比研究

武兆夏, 趙 如, 陳富琨, 張文學

(1.北京工業(yè)大學城市建設學部,北京 100124;2.中國鐵建昆侖投資集團有限公司,四川 成都 610040)

為了適應我國經(jīng)濟的快速發(fā)展,近年來大量連續(xù)梁橋相繼建造。然而隨著服役時間的延長,越來越多的橋梁出現(xiàn)局部開裂和跨中下?lián)系炔『?這些問題會導致橋梁的安全性、耐久性、適用性受到限制。合理的加固方法不僅能提高橋梁的承載力,還能提高加固工程的經(jīng)濟性;而傳統(tǒng)被動加固方法雖然能夠提升橋梁短期承載能力,但仍存在補強材料應力應變滯后和材料利用率低等問題。

連續(xù)梁橋變矮塔斜拉加固是一種新興的主動加固方法[1-5],該方法雖然能提高主梁抗彎、抗剪承載力,并能抑制主梁裂縫的發(fā)展,但由于其改變原結構體系后受力性能不明確,目前仍未得到廣泛應用。馬修印[6]對該加固方法進行了不同布索形式、拉索數(shù)量以及橋塔高度等參數(shù)分析,確定了最優(yōu)加固方案。徐剛年等[7]對該方法加固東明黃河公路大橋主梁錨固區(qū)段進行了對稱加載和偏載試驗研究,分析了不同加載大小對結構產(chǎn)生的影響。目前針對該方法的研究主要集中在最后的加固效果上,而對加固過程中的結構受力變化研究卻鮮有涉足。損傷的橋梁由于嚴重的下?lián)?、開裂等病害[8-9],導致內(nèi)力分布不均。在加固過程中,拉索對其擾動可能會使結構受力急劇改變,產(chǎn)生不利影響,因此有必要對斜拉索張拉方案進行對比研究。本文以某座受損連續(xù)梁橋為研究對象,采用矮塔斜拉體系進行加固,并分析了兩種不同拉索張拉順序對結構受力的影響,為實際工程提供參考。

1 工程概況

某連續(xù)梁橋在經(jīng)過10 a的服役期后,經(jīng)橋梁檢測發(fā)現(xiàn)主跨跨中底板、主梁根部頂板出現(xiàn)大量橫向裂縫,腹板出現(xiàn)大量斜裂縫。該橋的跨度布置為(60+96+60)m,主梁采用C55混凝土,根部梁高5.8 m,跨中梁高2.8 m,按1.8次拋物線變化。懸臂施工段長47 m,直線段長11 m,合攏段長2 m,橋梁立面如圖1(a)所示;橋面全寬為14.05 m,為兩向預應力混凝土單箱雙室梁,橋梁橫截面尺寸如圖1(b)、1(c)所示。

2 加固結構設計與有限元模型

2.1 矮塔斜拉體系設計

矮塔斜拉體系是由橋塔、拉索、組合型鋼和焊接在組合型鋼上的牛腿組成的結構。該結構通過連接裝置將組合型鋼錨固在箱梁頂板上,并將橋塔焊接在組合型鋼上,同時使用拉索將橋塔和組合型鋼連接起來。該結構的作用是提供豎向多點彈性支撐和縱向加勁,以增加主梁的承載能力。采用矮塔斜拉體系加固連續(xù)梁橋的結構如圖2所示。

圖2 矮塔斜拉體系加固連續(xù)梁橋

2.2 有限元模型

采用MIDAS/Civil軟件建立了全橋的空間有限元模型。新增橋塔高14 m,采用Q345鋼材,橫截面如圖3所示。斜拉索采用公稱直徑為15.2 mm、1×7股標準型高強度低松弛預應力鋼絞線,共 55 股,橫截面如圖4所示。其抗拉強度為1 860 MPa,利用面積等效,在模型中采用直徑10 cm 的圓形截面只受拉桁架單元模擬。斜拉索在主梁上的間距為8 m,在塔上的間距為1 m,主跨跨中無索區(qū)長度為10 m,索塔附近無索區(qū)長度為19 m。主梁由77個節(jié)點和76個單元組成,橋塔與主梁采用梁單元模擬。新增橋塔與主梁采用剛性連接,支座與主梁間采用彈性連接,邊界條件按雙支座三跨連續(xù)梁橋布置。加固后全橋空間有限元模型如圖5所示。

3 連續(xù)梁橋損傷敏感度分析

連續(xù)梁橋的損傷是由多種因素相互耦合造成的[10],本文暫不考慮混凝土性能劣化引起的強度降低以及開裂引起的剛度降低等造成的影響,僅考慮預應力損失下連續(xù)梁橋的損傷狀態(tài)。根據(jù)現(xiàn)有文獻資料可知,部分連續(xù)梁橋縱向預應力損失達60%以上,豎向預應力損失由于錨固長度較短易松動,豎向預應力損失可達100%[11]。因此,本文對這兩種因素進行損傷敏感度分析,旨在盡可能地模擬橋梁真實損傷狀態(tài)。

圖3 橋塔橫截面 (單位:cm) 圖4 平行鋼絞線拉索截面

圖5 加固后全橋有限元模型

3.1 縱向預應力損失分析

縱向預應力在抵抗主梁下?lián)戏矫姘l(fā)揮著主要作用,但隨著混凝土的收縮徐變、預應力鋼絞線的松弛,有效預應力逐漸降低,無法有效抵抗恒載和活載引起的下?lián)?。這導致主梁出現(xiàn)過大下?lián)虾烷_裂現(xiàn)象,加劇了預應力的損失,進一步降低了結構的穩(wěn)定性和承載能力。本文暫不考慮各縱向預應力筋之間的損失差異,統(tǒng)一分析了預應力損失為20%、30%、40%、50%、60%時對主梁撓度及應力的影響,如圖6～圖8所示。

分析圖6可知,隨著縱向預應力的損失,主梁撓度的變化趨勢是一致的,其中對中跨撓度的影響要遠遠高于邊跨。預應力每損失10%,中跨跨中就會產(chǎn)生約12 mm的下?lián)?但主梁根部至邊跨跨中反而有微小的增長趨勢,主要是由于中跨下?lián)线^大、產(chǎn)生“蹺板”效應,使邊跨下?lián)狭窟h遠減小。

分析圖7、圖8可知,隨著縱向預應力的損失,橋墩左右各2L/3(L為邊跨跨徑)范圍內(nèi)主梁上緣應力變化比較明顯,在預應力損失40%時墩頂上緣已產(chǎn)生0.90 MPa的拉應力。對于未布置底板鋼筋的墩頂兩側位置,可見縱向預應力的損失并未對其下緣應力產(chǎn)生影響;而對于布置了底板鋼筋的邊跨1/4截面和中跨跨中截面來說,縱向預應力的損失產(chǎn)生了較大的影響。當縱向預應力損失達到30%時,主梁跨中下緣已經(jīng)產(chǎn)生了0.62 MPa的拉應力,而邊跨1/4截面的拉應力也接近規(guī)范限值。

圖6 不同縱向預應力損失下主梁撓度 圖7 不同縱向預應力損失下主梁上緣應力 圖8 不同縱向預應力損失下主梁下緣應力

3.2 豎向預應力損失分析

豎向預應力筋多采用精軋螺紋粗鋼筋,這種鋼筋剛度較大、長度較短,容易使錨固體系松動,進而導致預應力損失加大,甚至完全失效。豎向預應力的損失會導致截面抗剪承載力不足、主拉應力增大,這也是斜截面產(chǎn)生大量裂縫的主要原因之一。本文暫不考慮各豎向預應力筋之間的損失差異,統(tǒng)一分析了預應力損失為30%、50%、70%、100%時對主梁主拉應力的影響,如圖9所示。

圖9 不同豎向預應力損失下主梁主拉應力

分析圖9可知,隨著豎向預應力的損失,主梁根部截面主拉應力急劇上升,而其他部位在豎向預應力損失至70%時才產(chǎn)生主拉應力。在豎向預應力全部失效時,主梁根部的主拉應力已由原結構的0.15 MPa增加到0.81 MPa,增加幅度達440%,而墩頂截面僅有0.2 MPa的拉應力,這主要是因為墩頂截面有橫隔板的作用,橫截面較大,應力分布相對均勻,抗裂性能較好。由上述分析可知,豎向預應力損失對主梁根部截面的主拉應力影響較大。

3.3 建立損傷模型

經(jīng)過上述連續(xù)梁橋的損傷敏感性分析可知,預應力的損失對主梁的撓度和應力影響很大?？紤]到橋梁實際受損情況,現(xiàn)選取縱向預應力損失40%和豎向預應力損失70%作為本次加固的損傷模型。以理論上10 a運營期后主梁撓度和正截面上下緣不產(chǎn)生拉應力,以及斜截面主拉應力在合理限制范圍內(nèi)為基本加固依據(jù),采用未知荷載系數(shù)法[12],計算出最優(yōu)索力。經(jīng)過合理優(yōu)化,最終成橋索力從長索至短索依次為5 000、4 500、3 300、1 900 kN,如圖10所示。

圖10 合理成橋索力

4 不同張拉方案對比分析

4.1 張拉方案設計

設計兩種依次對稱張拉方案:由短索至長索、由長索至短索,具體張拉序號如表1所示。

表1 拉索張拉方案

4.2 主梁撓度對比分析

不同張拉方案下主梁全截面撓度變化見圖11。

分析圖11可知,兩種張拉方案對中跨的撓度影響較大。在方案一的工況一時,對主梁中跨跨中的影響僅有0.77 mm;當進行至工況三時,此處的撓度減少26.39 mm,已達到加固效果的43%。在方案二的工況一時,主梁中跨跨中撓度減少20.35 mm;當進行至工況二時,主梁最大撓度已減少36.39 mm,達到最大提升效果的74.8%,方案二下的主梁撓度變化速率較方案一快。

圖11 不同方案下主梁撓度變化

4.3 主梁全截面應力對比分析

由于受損橋梁截面的應力分布不均勻,在進行加固過程中無法確定最危險的截面位置,所以應對主梁全截面進行分析。不同張拉方案下主梁全截面的應力變化如圖12所示。

分析圖12可知,在加固的過程中,兩種方案對邊跨無索區(qū)的影響有限,但對其他部位卻有顯著的改善效果;各工況下主梁全截面應力變化均在合理的范圍內(nèi),結構強度是安全的。

4.4 主梁截面應力變化幅值分析

通過對每個張拉階段后的截面應力與加固前的截面應力進行差值分析,可得到每一工況下截面應力的變化幅度,如圖13所示。

分析圖13可知,方案一不同工況下的主梁的截面應力變化較為均勻,而方案二各工況下有索區(qū)截面應力的變化不是很顯著,這主要是因為長索索力大,對結構應力變化起主要作用,后續(xù)張拉短索只會對該索至主梁根部區(qū)域的應力變化產(chǎn)生較大影響。

4.5 關鍵截面應力對比分析

由上述分析可知,受損的主梁在墩頂截面和中跨跨中截面均有較大的拉應力存在,邊跨跨中截面受力變化比較復雜,加固過程極其危險?，F(xiàn)分析這幾處截面應力隨張拉過程的變化情況,如圖14所示。

分析圖14可知,邊跨跨中截面下緣壓應力儲備在方案一的張拉順序下逐漸變大,在方案二的張拉順序下第一個張拉階段減少了0.46 MPa,壓應力儲備減少19.3%,已接近受拉,方案二相對不利。中跨跨中截面和墩頂截面在方案二的張拉順序下,前兩個階段應力變化幅值較大,截面應力從受拉急劇變化為受壓,對結構的安全性有很大影響。

圖12 主梁全截面應力變化

4.6 拉索施工索力對比分析

為了確保成橋索力值與設計索力值一致,不同的施工方法需要確定相應的施工索力。通過差值迭代法[13]計算得到的斜拉索合理施工索力如表2所示。

圖13 不同工況下主梁截面應力與加固前差值

表2 不同方案施工索力 kN

由表2可知,方案一的張拉順序下只需使用500 t級的千斤頂即可滿足需求,而方案二則需要更高級別的千斤頂才能達到最大施工索力5 310 kN,增加了施工費用,經(jīng)濟上不合理。

5 加固前后成橋狀態(tài)分析

由上述分析可知,應優(yōu)先選擇方案一的拉索張拉順序進行加固,加固前后主梁的撓度和應力變化如圖15～圖17 所示。

由圖15可知,采用矮塔斜拉體系加固后,中跨跨中的撓度由加固前的76.5 mm減少至28.0 mm,撓度值降低了63.4%,該方法顯著地改善了受損橋梁跨中下?lián)系那闆r。

由圖16、圖17可知,采用矮塔斜拉體系加固后,主梁全截面處于受壓狀態(tài),全橋未出現(xiàn)拉應力。其中墩頂截面上緣應力由加固前的0.90 MPa減少至-1.55 MPa,中跨跨中截面下緣應力由加固前的2.15 MPa減少至-4.19 MPa,符合規(guī)范的要求且具備一定的壓應力儲備。

6 結論

本文以某一連續(xù)梁橋為研究背景,結合橋梁損傷敏感度分析和檢測資料確定損傷狀態(tài),采用矮塔斜拉體系對其進行加固,分析了不同拉索張拉順序下主梁撓度和應力的變化情況,得到以下結論:

(1)相同預應力損失下,主梁邊跨撓度的損傷敏感度遠小于中跨,全橋上緣應力的損傷敏感度小于下緣。墩頂截面上緣和跨中截面下緣是損傷敏感度最高的位置。

圖14 關鍵截面應力變化

(2)在加固過程中,方案一張拉順序下的主梁撓度變化較方案二平緩,且應力變化更為均勻。兩種張拉方案下主梁應力均在規(guī)范限值內(nèi)變化。方案二張拉順序下,邊跨跨中截面下緣壓應力急劇減小,接近拉應力限值,安全系數(shù)較小。墩頂截面和跨中截面拉壓應力狀態(tài)急劇轉變,對結構的穩(wěn)定性有不利的影響。

(3)在實際工程中,考慮到結構受力轉變的平穩(wěn)性、監(jiān)測的可預見性以及施工的經(jīng)濟性,應優(yōu)先考慮方案一的拉索張拉順序。加固后主梁跨中下?lián)洗蠓纳?上下緣未出現(xiàn)拉應力,并有一定的壓應力儲備,加固效果明顯。