某剛構橋懸澆施工過程中腹板裂縫成因分析及處置措施

張瑞兵

（靈河高速公路（神河段）建設管理處，山西 忻州 036203）

1 工程概況

某剛構橋跨徑布置為（82.8+3×152+82.8）m，采用懸臂澆筑法施工，懸澆節段為（11/2+4×3+5×3.5+10×4）m。主梁采用單箱單室截面，橋面全寬15.55 m，底板寬度8 m；根部梁高9.5 m，跨中梁高3.5 m，之間通過1.7次方變化；0號塊底板厚1.2 m，跨中底板厚0.32 m，亦通過1.7次方變化；0～2號塊腹板由1.05 m線性變化為0.7 m厚；3～10號塊腹板厚保持0.7 m；11～12號塊腹板厚由0.7 m線性變化為0.5 m；13～19號塊腹板厚度保持0.5 m。

該橋主梁采用C55混凝土，按全預應力構件設計，頂板束采用15.2-23鋼絞線，每個斷面錨固4根。腹板束一直布置到17號節段，亦采用15.2-23鋼絞線，在單個腹板內呈兩排布置，按照交叉下彎的形式錨固，每個斷面錨固2根，腹板束下彎角度分別是15°～45°不等，腹板束立面布置見圖1。豎向預應力采用fpk=785 MPa的φ32精軋螺紋鋼，張拉控制應力708.5 MPa，在1～10號塊腹板內呈兩并列布置，縱向間距分別為0.35 m，在11～19號塊腹板內呈交叉布置，縱向間距0.4 m。

圖1 腹板束立面布置

文獻[1]通過實測和研究表明，豎向鋼筋長度較短，應力損失達50%左右，依靠豎向預應力來抑制腹板運營裂縫則并不十分可靠。本橋的設計思路是通過較多的腹板下彎束來平衡腹板主拉應力，而豎向預應力筋僅起到安全儲備作用。按照設計文件，豎向預應力在滯后3個節段后才進行張拉。

在施工過程中發現，當張拉1號塊腹板束時，該橋多個“T”構1號塊腹板內側出現了裂縫，且均處于槽口下方，角度約為15°，這與1號塊腹板束下彎角45°相差巨大，說明此裂縫與文獻[2-4]提到的沿腹板束管道出現的裂縫情況有本質上的不同。該裂縫是由懸澆段前端向后端節段線展開的，這與文獻[5]中提到由于收縮作用造成腹板上出現由后端向前端展開的腹板裂縫也不同，該裂縫的典型形態見現場照片圖2、圖3。圖中可見這樣的裂縫僅出現在1號塊范圍內，未向0號塊延伸，且裂縫后端均通過因施工而留下小孔，經檢測該裂縫寬度在0.018～0.036 mm之間。

圖2 小樁號方向1號塊腹板內側裂縫

圖3 大樁號方向1號塊腹板內側裂縫

2 建模分析

2.1 模型介紹

為研究該裂縫的成因并給出相應的防治措施，本文通過Midas Civil 2012建立實體有限元模型進行計算分析。由于結構具有前-后、左-右對稱性，為節約計算資源，僅建立1/4對稱實體有限元模型，詳見圖4。本模型的目的是分析腹板裂縫的成因，故頂底板劃分較粗，腹板劃分較細，沿腹板厚度方向劃分為6層單元，以便反映腹板內外側應力分布的不同。由于裂縫并非沿腹板束管道展開，可認為該裂縫與預應力管道無關，故模型中未考慮預應力管道的影響。

本文中所用模型共有節點8391個，實體單元6621個，板單元20個，梁單元35個；為模擬1/4對稱邊界條件，在縱向對稱斷面上約束節點的縱橋向自由度，橋墩端面約束豎向自由度，橫向對稱面約束橫向自由度。

圖4 實體有限元模型

2.2 荷載施加

按照實際施工工序，該階段考慮的實際荷載有自重、頂板束、腹板束預應力和施工荷載。自重荷載的施加可通過單元重量自動考慮。縱向預應力的施加并不是通過建立與周圍節點耦合的鋼束單元來考慮的，而是通過施加預應力等效荷載來考慮，等效荷載包括兩部分：一是端部的錨固力；二是鋼束彎折處的等效均布荷載。錨固力通過在錨固面處單元上施加面荷載考慮。彎折處的等效均布荷載通過在彎折曲線范圍內建立的共節點梁單元上施加均布力來考慮；由于頂板束彎折角度很小，且對腹板應力分布的影響很小，故不考慮頂板束彎折處的等效均布荷載。實體模型中施加的預應力等效荷載是由單梁模型中鋼束的有效應力換算而來，已經考慮了應力損失。施工荷載施加按照施工工序采用外力均布荷載。本次計算未考慮溫度、收縮徐變效應等的影響。

2.3 計算結果

2.3.1 自重效應

裂縫只出現在腹板束錨固區下方，為方便分析其成因，計算結果僅給出這個區域的應力狀態。自重作用下腹板內外側應力分別見圖5、圖6，可以看出腹板內側拉應力占主導地位，最大主拉應力為0.5 MPa，出現在底板與腹板交界面附近；而腹板外側應力水平較低，最大主拉應力僅為0.1 MPa，且最大應力位于槽口后方，主拉與主壓應力大小基本相同，這是梁段整體受力時腹板受剪的典型應力分布狀況。

造成腹板內外側應力水平相差較大的原因是：底板、腹板和頂板共同組成橫向框架，由于對底板的懸吊作用，自重作用下腹板受到來自底板的豎向拽拉力；同時寬8 m的底板受到腹板轉動約束，其端部出現了負彎矩，且會傳至腹板一定范圍，該彎矩效應使得腹板內側受拉，外側受壓。這樣，在拉力和彎矩效應的共同作用下，內側單元的拉應力進一步加大，而外側單元的拉壓應力相互抵消減小。

圖5 自重作用下腹板內側主應力向量圖（單位：MPa）

圖6 自重作用下腹板外側主應力向量圖（單位：MPa）

2.3.2 縱向預應力效應

在預應力荷載的作用下，腹板內外側單元的應力狀態基本相同，此處僅展示腹板內側應力分布情況。為方便觀察錨固面下方的應力分布，以槽口為分界鈍化上部單元，其槽口下方單元的主應力分布見圖7。可見槽口下區域有較大主拉應力，最大值為1.02 MPa，且靠近施工界面處主拉應力呈垂直方向，遠離界面后逐漸傾斜。這是由于腹板束下彎達45°，錨固力的豎向分力很大，且在錨固面下方產生豎向拉應力所致。

圖7 預應力作用下腹板槽口下方主應力向量圖（單位：MPa）

2.3.3 自重+預應力效應

圖8 自重+預應力作用下腹板槽口下方主應力向量圖（單位：MPa）

圖8是在自重和腹板束預應力荷載作用下，腹板內側局部主拉應力達1.39 MPa，與強度達90%的混凝土拉應力相差雖然較大，但由于計算荷載未考慮溫度、收縮徐變效應，所以只能推測可能導致腹板內側開裂。

槽口下方主拉應力方向基本為豎向加逆時針略偏，則該區域裂縫的走向基本為水平向加逆時針略偏，這與現場裂縫走向呈斜向上約15°基本吻合。仔細觀察現場情況還可發現，該處裂縫均通過一施工孔，這是因為開孔后該點即成為薄弱點，應力集中明顯，槽口下方混凝土開裂后與開孔點連通，形成了長裂縫。

2.3.4 豎向預應力效應

錨固力的豎向分力巨大，這使得槽口下方區域出現較大主拉應力，從而形成走向垂直于主拉應力方向的裂縫。既然造成裂縫的主拉應力基本是豎向的，那么，如果可以在腹板中提前儲備適當的豎向壓應力，則該裂縫就可以避免，而豎向預應力應該能勝任此項任務。

本文通過在模型中相應位置施加節點荷載模擬豎向預應力，得到在50%張拉控制力作用下，腹板的主應力響應如圖9，可見通過施加50%豎向預應力即可在腹板中產生-1～-2 MPa的豎向壓應力。

圖9 豎向應力作用下腹板槽口下方主應力向量圖（單位：MPa）

2.3.5 自重+縱向預應力+豎向預應力效應

將豎向預應力效應與自重和縱向預應力疊加后，槽口下方腹板主應力分布見圖10，可以看出，疊加豎向預應力后裂縫開展區基本處于受壓狀態，壓應力為-0.4～-1.0 MPa之間，說明豎向預應力張拉后，該裂縫將趨于閉合，這與現場觀察的情況是一致的。

本橋施工采用先縱向后豎向的張拉順序，使得槽口下方產生拉應力區，從而形成裂縫。若改變張拉順序，先張拉部分豎向預應力，在腹板中提前儲備壓應力，那么再張拉腹板束時就不會出現拉應力區，也就不會產生裂縫。后續的幾個“T”構，施工方采取了改變張拉順序的措施，均未再發現此類裂縫。

圖10 張拉豎向應力后腹板槽口下方主應力向量圖（單位：MPa）

3 結論和建議

腹板束張拉時槽口下方出現的裂縫與運營裂縫走向和成因不同，且豎向預應力張拉時，裂縫趨于閉合，不會再繼續發展，但要按相關規程做好封閉處理，防止水汽進入銹蝕鋼筋。裂縫成因是多方面的，拋開收縮的影響暫不考慮，腹板束下彎角過大使得槽口下方出現了較大拉應力區是該裂縫形成的最主要原因。至于為何裂縫只出現在箱內而不是箱外，是因為在底板端部負彎矩的影響下，腹板內側拉應力大于外側，且外側都配置了防裂鋼筋網，也一定程度上抑制了裂縫的出現。要避免該類裂縫的出現，就要在張拉順序上做出改變，要在張拉縱向預應力之前張拉部分豎向預應力，為腹板提前貯備豎向壓應力。

當前，懸澆施工類梁橋在預應力鋼束張拉順序的安排上，基本都是先縱向后豎向。這主要是考慮到施工便捷性：在滯后幾個梁段后，掛籃及其行走裝置基本上不會侵占豎向預應力的張拉空間。這樣的張拉順序對于腹板束下彎角度不大的情況基本上適用，但對于腹板束下彎角度過大的情況，可能就會出現類似的問題。本文建議，對于腹板束下彎角超過30°的梁段，應先張拉部分豎向預應力再張拉縱向鋼束。