體外預應力加固連續剛構橋仿真分析

焦子旋，劉 建 ，曾天養，李紅利

(1.長沙理工大學 土木工程學院，湖南 長沙 410114；2.佛山市公路橋梁工程監測站，廣東 佛山 528000)

大跨度PC連續剛構橋的病害表現為：梁體的開裂和主梁的持續下撓。體外預應力加固是通過施加體外預應力，改善截面應力分布，達到提高主梁抗彎承載力、抗裂性及耐久性的目的[1]。體外預應力加固不僅可用來進行橋梁的整體加固，而且可用于橋梁局部加固，克服了其他方法加固時加固材料存在的應力滯后問題，同時具有施工簡便和便于更換體外索等優點，故其廣泛應用于橋梁加固中。

為保證橋梁結構的安全與耐久性，通常會對體外預應力加固施工過程進行實測監控，及時了解結構實際受力狀態，為橋梁安全、順利地加固提供技術保障[3-7]。 作者擬結合有限元軟件，將體外預應力加固過程中不同階段張拉體外束對主梁豎向變形及應力變化進行計算和模擬分析[8-9]。在實際檢測過程中，結合計算理論值，確保實測值控制在合理范圍內，使結構達到預期的加固設計要求。

1 工程概況及檢測現狀

1.1 橋梁概況

羅南特大橋是佛山一環高速公路西線上的一座大橋，于2006年建成通車，全長1 398.0 m，主橋上部結構為(83+150+83) m連續剛構，半幅橋寬22.63 m，采用單箱雙室斷面(其中：箱寬13.65 m，梁側懸臂翼緣板寬為4.49 m)。箱梁根部梁高8.50 m，跨中梁高3.00 m，箱梁高度變化采用1.8次拋物線。

1.2 加固前橋梁的病害

2012年和2014年分別對羅南特大橋進行了定期檢查，檢測結論為“主橋箱梁腹板、頂板及底板出現較多裂紋；2014年較2012年表現為腹板斜裂縫數量的增加。在靠近主橋中跨跨中梁段為腹板斜裂縫分布的區域，最大長度2.17 m，最大寬度0.22 mm；新增斜向、縱向裂縫集中于15#～18#節段，即裂縫集中于中跨跨中附近40 m 范圍內。箱梁底面存在較多縱向裂縫，最大裂縫寬度為0.12 mm；頂板縱向裂縫(最寬為0.22 mm)分布在跨中合攏段；箱梁橫隔板處存在豎向裂縫。

對該橋主橋線形進行了測量。2012年與2006年對比，左幅主橋主跨跨中下撓 75 mm，右幅主橋主跨跨中下撓 63 mm。 2014年與2006年對比，左幅主橋主跨跨中下撓95 mm，右幅主橋主跨跨中下撓91 mm。病害仍在繼續惡化。

2 加固設計

采用體外預應力技術加固橋梁能延緩其跨中持續下撓，改善橋面線型，加強主梁截面壓應力儲備，并且具有施工簡單、工期短及對交通影響小等優點[10]。鑒于該橋病害情況，擬采用的加固施工方案為：主橋中跨箱梁內部腹板處通常布設體外預應力鋼束，鋼束通過鋼制轉向塊分兩批下彎，并錨固于零號塊的邊跨側。在一幅箱梁的兩側邊腹板各布置4 束12φs15.2 mm 鋼束及1束備用束，共10束(含備用束2束)；中腹板兩側各布置2束12φs15.2 mm 鋼束，共4束。錨下張拉控制應力為1 116 MPa，體外預應力束組分6批對稱張拉，依次為T1→T5→T2→T3→T6→T4。體外預應力布置如圖1所示。

圖1 體外預應力鋼束布置Fig.1 The arrangement of externally-prestressed steel beams

3 有限元分析

3.1 結構單元的劃分

以有限元分析程序Midas-Civil為工具進行監控計算。采用梁單元，建立橋梁結構的桿系模型。按實際截面尺寸模擬主梁和墩柱，所用材料均為C50混凝土，離散后的結構模型如圖2所示。其中：主梁部分有172個單元，單元編號從左至右為1#～172#。主梁梁端采用豎向支撐約束，墩底采用固結，體外束布置如圖3所示。

圖2 主橋有限元模型Fig.2 Finite element model of main bridge

圖3 模型體外預應力束布置Fig.3 The arrangement of external prestressing tendons of main bridge

3.2 計算參數的選取

張拉控制應力均為0.6fpk=1 116 MPa，即每束的張拉控制力為1 913.1 kN；預應力孔道摩擦系數為0.08;錨具變形和鋼筋回縮等為0.006 m(開始、結束點取值相同)；鋼筋松弛系數為0.3。

3.3 有限元仿真計算結果

在運用有限元軟件模擬加固的過程中，每張拉一束體外束后，主梁較加固前會發生豎向變形和出現應力變化。選取中跨主梁墩頂、四分點及跨中5個關鍵截面，各截面不同張拉階段撓度和應力的變化分別見表1，2。

表1 撓度變化的理論值Table 1 Theoretical calculation of the deflection change

表2 應力增量的理論值Table 2 Theoretical values of the stress increment

從表1,2中可以看出:

1) 采用體外預應力對羅南特大橋進行加固，該橋主梁跨中下撓恢復了13 mm。

2) 在加固后，主梁控制截面壓應力儲備有所增加，主梁受力有一定的改善。

4 施工監控

4.1 撓度監測

按國家標準要求，采用精密水準儀測量了箱梁豎向位移。橋梁分左、右兩幅測量，在主橋中跨的墩頂、四分點(靠近22#墩四分點為L/4，靠近23#墩四分點為3L/4)及跨中處分別植入一端磨圓且圓頭外露的鋼釘作為監測點。測量各測點在不同施工階段的標高，計算出撓度。撓度監測點布置情況如圖4所示。

圖4 撓度監測點示意Fig.4 Deflection monitoring points

截面各張拉階段撓度的變化如圖5所示。從圖5中可以看出，每張拉一束體外束，橋面測點豎向位移的測量值整體上呈線性遞增變化。各索全部張拉到位后，22#和23#墩頂豎向位移的變化很小，測量值與理論值比較接近，且測量值稍大于理論值。

鋼束張拉完畢后，各截面撓度變化的理論值與測量值對比如圖6所示。從圖6中可以看出，鋼束張拉完畢后，22#和23#墩頂豎向位移的變化很小，四分點和跨中截面均有不同程度的上抬，跨中的上抬最為明顯，達到14.87～15.09 mm。總體上，豎向變形的測量值與理論值吻合，測量值比理論值大10%～20%。表明：加固后，線形得到了較好的改善。

4.2 應變監控

主梁應力監測截面為主橋主跨跨中、四分點及墩頂共5個關鍵截面，各截面測點分別布置在靠近頂板和底板處的腹板兩側(上測點均布置在頂板梗腋以下20 cm腹板上，下測點均布置在底板梗腋以上60 cm腹板上)，截面布置6個測點，如圖7所示。采用振弦式表面應變計和應變片測定應變。

圖6 鋼束張拉完畢后，各截面撓度變化測量值與理論值的對比Fig.6 Comparison between theoretical value and actual measured value of deflection change for each section after steel beam tension

圖7 應變監測點布置示意Fig.7 The layout of strain monitoring and measuring points

每張拉一束體外束各關鍵截面上、下緣應力增量測量值與理論值的對比如圖8所示。從圖8中可以看出，各斷面測點在體外束依次張拉過程中應變(應力)測量值整體上呈線性變化，測量值與理論值比較接近，應力增量的測量值稍大于其理論值。

鋼束張拉完畢后，各截面上、下緣應力變化理論值與測量值的對比如圖9所示。從圖9中可以看出，各索全部張拉到位后，箱梁頂板和底板混凝土壓應力均有不同程度的增加，墩頂截面靠近上緣測點壓應力增量為1.23 MPa，靠近下緣測點壓應力增量為0.02 MPa；四分點截面靠近上緣測點壓應力增量為1.05～1.17 MPa，靠近下緣測點壓應力增量為0.3 MPa；跨中截面靠近上緣測點壓應力增量為1.19 MPa，靠近下緣測點壓應力增量為1.88 MPa。測量值和理論值吻合，測量值比理論值大10%～20%。表明：箱梁應力分布得到了改善和調整。

圖8 各關鍵截面上、下緣應力增量Fig.8 Stress increment at the upper and lower edge of each key section

圖9 鋼束張拉完畢后，各截面上、下緣應力增量測量值與理論值的對比Fig.9 Comparison between theoretical value and actual measured value of stress increment at upper and lower edges of steel beam after tension

5 結論

1) 在體外預應力束按T1,T5,T2,T3,T6和T4依次張拉的過程中，羅南特大橋的豎向變形和應力變化正常，實測變化規律及其數值與理論計算結果一致。

2) 體外索張拉完畢后，主跨橋面各測點除墩頂處外，其余各處均有一定程度上撓，跨中上撓最為明顯。跨中上撓的測量值比其對應的理論值大1.87～2.09 mm，四分點上撓的測量值比其對應的理論值大0.24～0.53 mm。整體上豎向位移的測量值與其理論值比較接近，測量值比其對應的理論值大10%～20%，達到了預期的效果。主梁線形得到了改善，主梁下撓趨勢得到了有效抑制。

3) 體外索張拉后，箱梁頂、底板混凝土壓應力均有不同程度的增加，測量值與其對應的理論值吻合，且比理論值大10%～20%。表明：該橋加固后，壓應力儲備在一定程度上有所提高，箱梁應力分布得到了改善，施工效果達到預期設計目標。

4) 本研究采用的有限元計算分析是可信的。同時，可為PC連續剛構橋的加固設計與施工監控提供經驗。

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