原太高速K706+547小橋加固設計

邱建冬

（山西省交通規劃勘察設計院，山西 太原 030012）

1 橋梁現狀及病害成因

該橋于1998年9月建成通車，橋梁右前夾角為110°，上部結構采用1-16 m預應力混凝土空心板結構，下部結構采用重力式橋臺。橋面凈寬12 m；設計荷載為汽-超20級、掛-120；設計地震烈度為8度。經現場檢查發現，該橋橋臺完整性較好，發生了整體沉降。隨著該橋的逐年下沉和瀝青混凝土鋪裝的找平，現橋面鋪裝厚度達到40 cm。經檢測橋臺邊緣沿勾縫線發展有梯形裂縫，共發現有2處，長0.5～1.5 m，縫寬0.3～0.5 cm，均位于原平方向西側橋臺處，由于沉降較平緩，裂縫總體上表現的不明顯，橋臺整體下沉33 cm左右。

橋址區地形較平緩，跨越的溝渠中部局部地段為負地形，大致呈鍋底狀，雨季排水較為不暢通，并經常存有死水灘，隨后幾日，緩慢下滲至地下深處。根據原始勘察資料，橋址區0～10.0 m范圍內黃土（粉土）具Ⅱ級非自重濕陷性（中等），濕陷系數δs=0.023～0.080，自重系數 δzs=0.015～0.034，自重濕陷量Δzs=6.19 cm，總濕陷量Δs=56.88 cm，橋臺基礎持力層位于該地層上，雖采用0.5 m厚灰土墊層進行地基處理，但處理范圍僅在基礎之下局部范圍內，對基礎周圍地表水的下滲未起防水作用，從而使地表水擴散運移至基礎以下濕陷性黃土之中，在荷載作用下，產生濕陷下沉。其下沉速度較為緩慢，且隨季節具有一定的規律，在雨季期間，下沉較迅速，雨季后地下水下滲至地表深處時，下沉較為緩慢或停止。

根據地勘報告,基底附加應力為203 kPa，第一層土的平均附加應力+自重應力約為124.5 kPa，大于9.4 m以上土層的濕陷起始壓力，故第一層土在上部荷載作用和浸水狀態下，0～9.4 m范圍內將會產生附加濕陷變形，變形量為56.88-2.46=54.42 cm。據以上綜合分析，橋臺地基沉降量主要由濕陷變形量和土層壓縮變形量組成，其總的變形量為54.42+8.223=62.64 cm，目前已沉降約33 cm，完成總沉降的52.7%，以后還會繼續下沉，因此對其進行加固是非常必要的。

2 橋梁的加固處治設計

本文針對其出現的橋臺整體沉降的病害提出了兩個具體加固方案。

2.1 方案一

a）在原兩側橋臺前1.35 m加設雙柱式橋墩，形成（1.7+12.6+1.7）m跨徑的雙懸臂板結構,橋臺的支撐作用慢慢消失，新的柱式墩主要起支撐主梁作用，加固方案設計圖如圖1所示。

圖1 加固方案圖（方案一）（單位：cm）

b）鏟除后期養護逐年增加的瀝青混凝土，以減輕上部恒載，利用液壓頂升設備將空心板抬升，恢復原橋面的設計標高。

c）在墩頂原鋪裝層增設一層直徑25 mm的鋼筋網用以承擔墩頂負彎矩。

d）墩蓋梁達到設計強度后，頂升主梁，落梁于墩頂支座上，形成雙懸臂結構，完成體系轉換。

e）將原橋的背墻和側墻均相應進行加高，原橋臺基礎周圍需做防水封閉處理，以防止其繼續滲水下沉。

2.2 方案二

a）先采用直徑為127 mm的鉆頭鉆孔，鉆孔按梅花型布置，孔間距為1 m，鉆孔深度為7 m，要求鉆孔必須穿透原橋的擴基底部，用直徑為127 mm的PVC管做護壁。

b）通過PVC管將直徑為110 mm，長度為8 m鋼管樁垂直擊打到原橋擴大基礎底以下8 m處，利用鋼管樁加固原有橋位處的地基，通過樁土復合作用共同承擔橋梁的上部荷載，加固方案設計圖如圖2所示。

圖2 加固方案圖（方案二）（單位：cm）

c）為了減輕上部的自重，鏟除原橋面瀝青混凝土鋪裝25 cm，利用液壓頂升設備將主梁進行頂升，梁下墊增高度為25 cm焊接好的槽鋼，同時更換原橋支座。

d）待主梁放下與支座緊密結合好后，需對橋臺處進行橋面連續的施工，澆筑鋼筋混凝土和瀝青混凝土，重新攤鋪瀝青混凝土鋪裝層。

e）原橋臺基礎周圍需做防水封閉處理，以防止其繼續滲水下沉。

3 設計方案比對

針對前述橋梁病害以及現行橋梁規范，為徹底消除隱患，保證現有橋梁的正常使用，本文擬定了兩個加固設計方案，如表1所示。

表1 設計方案比選表

4 橋梁結構驗算

4.1 設計參數取值

主梁采用C40預應力鋼筋混凝土。

a）一期恒載 預應力混凝土容重取26 kN/m3。

b）二期恒載 橋面鋪裝按照40 cm鋼筋混凝土計算，容重取25 kN/m3；外側防撞護欄取4.2 kN/m；內側防撞護欄取5.9 kN/m；橋面鋪裝邊板取10 kN/m，中板取12.5 kN/m。

預應力采用低松弛鋼絞線，公稱直徑φs15.2，Ey=1.9×105MPa，fpk=1 500 MPa，單根鋼絞線的控制張拉應力為1 125 MPa；預應力鋼筋與管道壁的摩擦系數取0.35，預應力錨具回縮值取6 mm。

4.2 橫向分布計算

由于結構為裝配式空心板，板與板之間采用鉸縫連接，所以橫向分布系數采用鉸接板梁法。

截面參數 Iyy=0.035 m4，Ixx=0.077 m4，計算得到剛度參數γ=0.016，最終得到邊板汽車荷載橫向分布系數mcq=0.352，故橋面鋪裝取11.9 kN/m；防撞護欄取1.15 kN/m，所以q二期=13.1 kN/m。

該推薦方案由于結構體系發生了轉變，因此對其加固后的結構進行驗算是十分必要的。本橋通過有限元軟件MIDAS-civil建立邊板的模型、加載及計算。單元采用梁單元進行模擬，建立1-16 m的空心板小橋，所建模型共有64個節點，63個單元，邊板模型如圖3所示。

圖3 加固后結構計算模型

用部分A類預應力構件進行分析，按照新《公橋規》[1]對其進行正常使用極限狀態應力驗算和承載能力極限狀態正截面強度驗算，計算結果如圖4～圖10所示。

a）正常使用正截面抗裂驗算。

圖4 短期組合正截面抗裂上緣應力圖（單位：MPa）

圖5 短期組合正截面抗裂下緣應力圖（單位：MPa）

上緣墩頂附近出現拉應力1.21 MPa＜0.7ftk=0.7×2.4=1.68 MPa要求。

b）正常使用斜截面抗裂驗算。

圖6 短期組合斜截面主拉應力圖（單位：MPa）

墩頂最大拉應力1.21 MPa≤0.7ftk=0.7×2.4=1.68 MPa滿足規范要求。

c）正常使用正截面壓應力驗算。

圖7 正常使用截面上緣應力圖（單位：MPa）

圖8 正常使用截面下緣應力圖（單位：MPa）

墩頂附近下緣截面最大壓應力9.27 MPa≤0.5fck=0.5×26.8=13.4 MPa滿足規范要求。

d）正常使用斜截面主壓應力驗算。

圖9 正常使用斜截面主壓應力圖（單位：MPa）

墩頂附近截面最大主壓應力9.27 MPa＜0.6fck=0.6×26.8=16.1 MPa滿足規范要求。

e）使用階段正截面抗彎能力驗算。

圖10 使用階段正截面抗彎能力

在承載能力狀況下跨中最大彎矩為1 263.6 kN·m，主梁承載最大彎矩值為1 702.3 kN·m，彎矩儲備值為1.3。

通過對該結構進行檢算表明：橋梁的承載能力滿足現有規范設計荷載的要求。

5 結論

本文通過K706+547小橋整體沉降病害的分析，對其提出了兩種加固方案，最終通過造價、施工工藝、加固效果的比較確定方案一為推薦方案。通過MIDAS-civil軟件對加固后的橋梁主梁進行了計算分析，根據《公橋規》[1]對其正常使用極限狀態應力進行了驗算，包括短期效應組合，長期效應組合和基本組合下主梁的應力均滿足要求，這說明針對這種病害通過增加橋墩改變原橋的結構體系的加固方案，在理論和實際當中均是合理可行的，對以后該類型橋梁的病害加固提出一定的指導意義。