高速公路中央墩大懸臂蓋梁支架施工監控

韓國祥

(廣州公路工程集團有限公司， 廣州 510075)

蓋梁是傳遞橋梁上部結構荷載至橋梁基礎的重要承載構件，在整個橋梁結構中起著承上啟下的作用。由于用地面積、路線設計等限制，通過市區的高速公路路段常采用中央墩大懸臂蓋梁，這類蓋梁由于外伸懸臂長、混凝土澆筑體積大，使得蓋梁支架在混凝土澆筑過程中往往存在強度不夠、位移過大與穩定性不足等問題，甚至釀成嚴重的施工事故，大懸臂蓋梁在混凝土澆筑過程中常出現裂縫、支架塌落和蓋梁坍塌等問題[1-3]。因此，對蓋梁的施工監控顯得尤為重要，可有效避免施工事故的發生并在一定程度上保證施工質量。

近年來，不少學者致力于研究高效的施工監控方法。畢景佩等[4]通過施工監控研究了暗挖區施工對橋樁的影響。于天來等[5]分析了橋臺高度對整體式橋梁內力的影響。周冀偉等[6]分析并總結了BIM(building information model)技術在施工監控和管理中的應用和工程案例。Butler等[7]探究了光纖傳感器網絡在橋梁施工監控中的應用，并與有限元模型進行對比論證了其可行性。Wang等[8]、任彧釗[9]、文鵬等[10]采用逆傳播(back propagation，BP)人工神經網絡和基于改進的隨機子空間算法(SSI)對施工過程中的關鍵參數進行了識別監控。然而上述方法的研究仍處于初級階段，在實際應用中往往存在誤差較大、價格昂貴或難以應用到施工現場等問題。因此，基于有限元仿真的施工監控仍然是應用最為廣泛的方法。王榮輝等[11]提出基于二分法的自適應參數識別法，結合有限元仿真結果應用于一座頂推連續梁橋的參數識別監控中，取得了較好的識別效果。此外，文獻[12-16]均基于橋梁有限元模型計算數據和關鍵點監控數據對橋梁施工安全和質量進行了有效的監控。

某高速公路主線段在省道公路上方，采用圍蔽施工，省道公路寬24 m，兩邊各留一車道，圍蔽凈寬為15 m。施工范圍狹窄，作業協調難度高，工期壓力大，城市道路外觀要求高。現結合該工程的實際情況及現階段各種蓋梁施工工藝的效果，決定在該工程中采用鋼護筒支撐及塔架吊帶作為蓋梁施工平臺支承的方法進行施工。基于有限元分析方法對蓋梁施工過程進行模擬，并在施工過程中對關鍵測點進行應力和位移實時監測，以保證結構及施工的安全和質量。

1 有限元模型

圖1、圖2分別為蓋梁支架現場圖和立面布置圖。采用Midas Civil有限元分析軟件建立支架結構的整體有限元模型，對蓋梁澆筑過程支架的受力和變形情況進行分析，獲取結構的受力和變形，作為施工監控的依據。

圖1 蓋梁支架現場圖Fig.1 Site photo of bent cap support

圖2 蓋梁支架立面布置圖Fig.2 Elevation layout of bent cap support

1.1 模型概況

模型中的鋼管柱、主梁、橫梁、三角桁架、塔架鋼管、平衡梁、平聯均采用“一般梁單元”形式建模，吊帶采用“桁架單元”形式建模。模型包含906個節點、1 968個單元。支架主梁采用雙拼I56a工字鋼，中心間距為6.0 m，總長度為30 m，主梁上布設10排I45a工字鋼橫梁作為三角桁架支撐。吊帶采用寬300 mm、厚30 mm的鋼板，三角桁架弦桿和腹桿均由[14a槽鋼組成，平聯桿和斜桿均由[8槽鋼組成，支架采用直徑630 mm、壁厚8 mm鋼管作為支撐。鋼材和鋼筋混凝土的容重分別為7 850 kg/m3和2 500 kg/m3，鋼材的彈性模量為206 GPa。建立的整體計算模型如圖3所示。

圖3 有限元模型Fig.3 Finite element model

由于該支架結構涉及較多構件間的連接，主梁的連接對于結構的安全性尤為重要，確定連接處的剛度是有限元仿真準確的關鍵。而對于高強螺栓端板連接，其連接方式介于鉸接和剛接兩種約束程度之間，即半剛性連接。經過計算驗證發現，將主梁連接設定為完全剛性與設定為鉸接得到的有限元計算結果相差不大，且結構皆處于安全狀態。基于偏安全計算考慮，設定主梁連接均為鉸接，以得到準確且安全的仿真結果。

1.2 荷載施加

荷載大小的統計表如表1所示，其中施加方式如下：①支架重量，通過構件幾何尺寸和材料密度自動加載；②蓋梁混凝土重量，采用“分配平面荷載形式”加載；③模板重量，底模采用“壓力荷載”，側模采用“梁單元荷載(連續)”加載；④不平衡荷載，加載在蓋梁一側，采用“壓力荷載”加載；⑤吊帶預緊力，采用“初拉力荷載”模擬。

表1 荷載大小Table 1 Magnitude of load

計算主要考慮以下5種關鍵工況以驗證蓋梁支架施工過程的安全性。

(1) 工況1：塔架安裝前，安裝底模、蓋梁鋼筋籠、中間側模。①應力驗算荷載組合，1.2×自重+1.2×(底模+中間側模)+1.2×蓋梁鋼筋籠；②變形驗算荷載組合，1.0×自重+1.0×(底模+中間側模)+1.0×蓋梁鋼筋籠。

(2) 工況2：安裝塔架，張拉吊桿吊帶。①應力驗算荷載組合，1.2×自重+1.2×(底模+中間側模)+1.2×蓋梁鋼筋籠+1.0×吊帶預緊力(42.7 kN)；②變形驗算荷載組合，1.0×自重+1.0×(底模+中間側模)+1.0×蓋梁鋼筋籠+1.0×吊帶張拉力(42.7 kN)。

(3) 工況3：澆筑蓋梁混凝土一半時存在不平衡荷載。①應力驗算荷載組合，1.2×自重+1.2×模板+1.2×0.5×蓋梁混凝土+1.0×吊帶預緊力(42.7 kN)+1.0×不平衡荷載；②變形驗算荷載組合，1.0×自重+1.0×模板+1.0×0.5×蓋梁混凝土+1.0×吊帶預緊力(42.7 kN)+1.0×不平衡荷載。

(4) 工況4：澆筑蓋梁混凝土完畢。①應力驗算荷載組合，1.2×自重+1.2×模板+1.2×蓋梁混凝土+1.0×吊帶預緊力(42.7 kN)；②變形驗算荷載組合，1.0×自重+1.0×模板+1.0×蓋梁混凝土+1.0×吊帶預緊力(42.7 kN)。

(5) 工況5：蓋梁混凝土澆筑完畢。應力、變形驗算荷載組合：1.0×自重+1.0×模板+1.0×蓋梁混凝土+1.0×吊帶預緊力(170 kN)。

2 計算結果分析

為了合理評估蓋梁支架結構中每一構件的安全性，首先確定材料的力學性能。

2.1 材料性能

(1) 混凝土的強度設計值按照《混凝土結構設計規范》GB 50010—2010取值。

(2) 橫梁支架及模板材質為Q235B，吊帶材質為Q345B，其強度設計值和焊縫強度設計值參考《鋼結構設計標準》GB 50017—2017取值。

(3) 吊桿材質為40Cr，直徑為100 mm，有效截面積為803 mm2。由《合金結構鋼》GB/T 3077—2015可知，40Cr的屈服強度為785 MPa，抗拉強度為980 MPa。根據《鋼結構設計標準》GB 50017—2017，取鋼材的抗力分項系數最大值γR=1.180，則40Cr的強度設計值為

(1)

(2)

下面將結合上述材料性能從強度、基礎承載力和穩定性對施工過程的安全性進行驗算分析。

2.2 強度分析

為保證施工過程的全面安全，對蓋梁支架整體以及各個連接件的強度進行計算分析和校核。

2.2.1 支架整體

對蓋梁支架的強度分析需分別對鋼管立柱、平聯和平衡梁、主梁、橫梁、三角桁架和吊帶進行強度校核。經計算驗證，各個部件均在工況4下承受最大的應力，此工況下各構件的應力云圖如圖4所示。

圖4 工況4下蓋梁支架的應力云圖Fig.4 Stress nephogram of bent cap support under working condition No.4

圖5 主梁貼板加強示意圖Fig.5 Reinforcement of main girder

2.2.2 螺栓

主梁對接處采用16個螺栓和法蘭板連接(圖6為連接處的大樣圖)，因此還需要對螺栓進行強度校核。主梁連接處的彎矩均約等于0 kN·m，剪力由腹板上的螺栓承擔，軸力則通過法蘭板直接傳遞，其最大剪力出現在工況3，大小為56.4 kN。

圖6 主梁連接處的大樣圖Fig.6 Connection of main girder

由于腹板螺栓群的抗剪承載力Vs為

1 121.6 kN>56.4 kN

(3)

因此加強后的主梁和螺栓均滿足強度要求。

2.2.3 吊桿和銷軸

吊桿直徑D=100 mm，材質40Cr，經調質處理制作。吊桿主要承受拉力N=949.8 kN，吊桿截面積A吊桿=7 850 mm2。

則吊桿的拉應力為

121.0 N/mm2<σ40Cr

(4)

銷軸的直徑、材質與吊桿相同，銷軸按照簡支梁結構形式計算，計算模型如圖7所示。

圖7 銷軸計算簡圖Fig.7 Calculation diagram of pin

(5)

式(5)中：A銷軸=11 304 mm2為銷軸橫截面積；W銷軸=169 560 mm3為銷軸抗彎截面模量。

由此可知，吊桿和銷軸的強度均滿足要求。

2.2.4 聯接器

蓋梁支架斜拉鋼帶由吊桿和吊帶通過聯接器連接而成，為避免張拉過程中，斜拉鋼帶斷裂，需對斜拉鋼帶進行受力計算。上述強度驗算中蓋梁支架整體計算模型將吊桿和吊帶看作整體，并未考慮聯接器，有必要對聯接器進行局部應力分析。聯接器應力分析采用大型有限元軟件ABAQUS進行單獨局部建模計算。聯接器的結構幾何參數和有限元計算模型如圖8所示。

實際施工時，斜拉鋼帶預緊力為330 kN，混凝土澆筑完成時，斜拉鋼帶軸力達到最大值F=956.4 kN，按此時的軸力對聯接器的強度進行分析。經計算驗證，L1部分、L1-L3連接部分、L1-L2連接部分和L3部分的強度均符合安全要求。

單獨提取L2部分進行有限元分析，荷載設置為均布載荷q=956.4 kN/[π(0.062-0.052 52)]m2= 360.3 MPa，邊界條件則設置為UX=UY=UZ=0，圖9和圖10分別給出了L2的有限元模型和Von Mises應力計算結果。

圖9 L2有限元模型Fig.9 Finite element model of L2

圖10 L2的Von Mises應力云圖Fig.10 Von Mises stress nephogram of L2

從圖10可以發現L2的最大Von Mises應力為330 MPa，大于屈服應力215 MPa。另外按照《鋼結構設計標準》GB 50017—2017，取安全系數1.2，Q235鋼許用擠壓應力最大值為269～448 MPa，取中間值，有358 MPa>330 MPa。由此可知，L2部件與吊桿螺母的接觸部分在施工過程可能會進入屈服，但變形后吊桿不會從L2的圈內脫出。

為保證施工的安全，加入直徑0.13 m的墊片或螺母直徑增加至0.13 m，加入后L2部分的最大Von Mises應力將為214 MPa<215 MPa，使得聯接器的設計更為合理安全。

2.3 基礎承載力

蓋梁支架靠圍蔽側的鋼管底部采用混凝土擴大基礎，平面尺寸為1.5×2.5 m2，高為0.5 m，則自重G1=1.5×2.5×0.5×25=46.9 kN。圍蔽側的鋼管最大反力為F鋼管=1 107.1 kN，則作用于擴大基礎的總荷載G=G1+F鋼管=1 154 kN。

經實測，省道公路的地面承載力為350 kPa，則擴大基礎的承載力fbs=1.5×2.5×350=1 312.5 kN>G，滿足要求。但地面基礎總載荷已比較接近基礎承載力，因此每個擴大基礎安裝前，應對地面承載進行實測。如地面承載力不滿足350 kPa時，應對地面進行處理。

2.4 穩定性分析

蓋梁支架的穩定性涉及的構件主要為鋼管立柱和塔架鋼管，另外還需要對支架的整體穩定性進行分析。由于工況3和工況4下蓋梁支架的總體應力相比其他工況較大，因此可僅針對工況3和工況4下的計算結果進行分析。

2.4.1 鋼管立柱

由2.2.1節可知，在工況4荷載作用下鋼管立柱的最大反力為N=1 107.1 kN，無附加彎矩。根據《鋼結構設計標準》GB 50017—2017中第7.2.1條，除可考慮屈服后強度的實腹式構件外，軸心受壓構件的穩定性計算應符合式(6)要求：

(6)

式(6)中：屈服應力f=215 MPa，經計算可知鋼管立柱穩定性滿足規范要求。

2.4.2 塔架鋼管

塔架鋼管在工況3和工況4的內力分別如圖11和圖12所示。

圖11 工況3下塔架鋼管的內力圖Fig.11 Internal force diagram of tower steel pipe under working condition 3

圖12 工況4下塔架鋼管的內力圖Fig.12 Internal force diagram of tower steel pipe under working condition No.4

根據《鋼結構設計標準》GB 50017—2017中第8.2.4條，當柱段中沒有很大橫向力或集中彎矩時，雙向壓彎圓管的整體穩定按式(7)計算：

(7)

式(7)中：

(8)

β=βxβy

(9)

(10)

(11)

(12)

(13)

根據上述公式，對工況3和工況4下4根塔架鋼管的穩定性分別進行計算分析，發現均能滿足式(7)，即塔架鋼管的穩定性也滿足要求。

3 澆筑過程中蓋梁支架的施工監控

蓋梁澆筑過程中，需要同時對蓋梁支架危險截面的應力、變形以及擴大基礎的沉降進行綜合監控，保證施工的質量和安全。

3.1 應力監控

監控點的應力數據是通過實時應變數據計算得到的。由于監控并非從支架“零應力”狀態開始監測，實際監測初始狀態為蓋梁澆筑前，因此通過實測應變數據測得澆筑各階段相對于蓋梁澆筑前的應力增量。考慮到混凝土澆筑前(工況1)，各應力監控點應力值不大，因此可根據各測點實測應變增量來估算當前實測應力。

根據有限元計算結果，主梁在鋼管柱頂部位置可能出現應力超限情況，因此對該位置進行監測，測點共4個。此外，為監測蓋梁不平衡澆筑時鋼管柱的軸力變化，在鋼管柱上也布置了4個監測點。圖13給出了各個應變測點的具體布置位置。

圖13 應變測點位置Fig.13 Location of strain measuring point

整個蓋梁澆筑混凝土體積約為220 m3，共完成了24車混凝土澆筑，每輛車10 m3，澆筑過程中，通過對比實測的應力數據與有限元計算得到的結果，確保施工質量和安全。圖14為各個測點應力的實時實測結果與有限元計算得到的理論結果。

圖14 實測和理論應力對比Fig.14 Comparison of measured and theoretical stress

施工監控時，為了便于安裝傳感器，將傳感器安裝在主梁危險截面的頂面處。事實上，根據有限元計算，危險截面底面受壓，應力值比同一橫截面的頂面更大。根據平截面假設，蓋梁澆筑后(工況3)，計算得到的危險截面頂面和底面應力，以及根據頂面實測應力計算得到的危險截面底面實測應力如表2所示。

表2 澆筑后主梁危險截面底面實測應力估算Table 2 Estimation of the measured stress on the bottom of the dangerous section of the main girder after casting

結合圖14和表2可以得出以下結論。

(1) 蓋梁澆筑過程中，支架結構實測應力與理論計算應力基本一致且處于安全狀態，監控點處應力并未超過材料強度設計值(主梁205 MPa，鋼管柱215 MPa)。其中2號測點應力最大，頂面應力為89.3 MPa，底面應力為168.9 MPa，由此可算得最小應力富余量為36.1 MPa。

(2) 由于澆筑過程各階段理論應力是根據混凝土澆筑量等比例計算的，實際澆筑混凝土在結構上的加載位置與理論計算不同，實測應力增量的變化并非等比例增加。

(3) 蓋梁澆筑過程中，鋼管柱并未出現拉應力。最小壓應力為-10.7 MPa，出現在5號測點處。

(4) 蓋梁澆筑過程中，主梁和鋼管柱應力測點表現出不對稱性，主梁右幅測點實測應力大于左幅測點，在較長時間內主梁測點應力從大到小依次為2點、3點、1點、4點。右側鋼管柱測點應力大于左側鋼管柱測點，澆筑前8車混凝土，鋼管柱測點壓應力從大到小依次為6點、7點、5點、8點，澆筑后續混凝土，鋼管柱測點壓應力從大到小依次為6點、5點、7點、8點。隨著混凝土澆筑，6號鋼管柱測點應力與7號鋼管柱測點應力差值越來越大，澆筑完成時達到最大差值16.9 MPa。產生這種現象的原因可能是混凝土澆筑左右幅不平衡，也有可能是右側地基(5號測點鋼管柱地基)比左側地基(8號測點鋼管柱地基)軟，導致荷載集中在右側的6號鋼管柱上。

為分析左右兩幅應力不對稱性出現的原因，現場在澆筑第20車混凝土后，選擇在左幅澆筑1車混凝土，各測點監測數據并無太大變化，可以排除混凝土左右幅不平衡澆筑。因此可以推測左右兩幅應力不對稱性出現的原因是左右側地基承載能力不同導致的。

3.2 位移監控

蓋梁澆筑過程，基于數字圖像相關法(digital image correlation, DIC)技術對施工過程進行位移監控。DIC技術是一種非接觸式的位移場光學測量方法，通過拍攝物體產生某一區域變形前后的圖像，基于相關系數等算法判斷出區域中變形前每一個子區在變形后的位置，再結合迭代插值的算法即可得到物體某一區域較為準確的時域位移信息。

上述有限元計算結果表明，鋼管柱1會出現最大支承力，為避免擴大基礎1出現較大沉降造成支架變形過大引發安全問題，布置兩個測點對其進行監測。另外，主梁端部在施工過程中下撓最大，變形過大將影響蓋梁澆筑質量，因此布置兩個測點對該點進行位移監控，位移靶標的位置如圖15所示。

圖15 位移靶標的位置Fig.15 Location of the target

以蓋梁澆筑前的狀態為初始狀態，正值為下沉，負值為上抬，靶標的位移監測數據如圖16所示。監測結果顯示，蓋梁澆筑全過程中主梁端部變形和外側鋼管柱沉降在安全范圍內，其中3號靶標出現最大下沉值6.9 mm和最大上抬值3.1 mm。

圖16 測點的位移監測數據Fig.16 Displacement of target

4 結論

針對某高速公路中央墩大懸臂蓋梁支架施工監控，基于有限元模型分析了支架的強度和穩定性，并在現場施工過程中實時對比了危險截面測點應力實測結果和理論計算結果，監控了支架關鍵靶點的位移。由此給出了一套較為完整有效的施工監控方案，確保了施工的安全和質量。具體結論如下。

(1)有限元分析結果顯示主梁和斜拉鋼帶聯接器存在應力超限區域，采用長度1.5 m、厚度20 mm鋼板對主梁上下翼板貼板進行了局部加強，在聯接器中加入直徑0.13 m的墊片或螺母直徑增加至0.13 m減少局部應力集中。

(2)施工現場的應力監控過程中發現主梁和鋼管柱右幅測點應力大于左幅測點，最大差值為16.9 MPa，其原因是左右側地基承載能力不同導致的。

(3)應力和位移監控結果均顯示蓋梁澆筑過程中，支架結構安全。其中支架最小應力富余為36.1 MPa，出現在主梁2號應力測點處；最大下沉值和最大上抬值分別為6.9 mm和3.1 mm，出現在主梁3號位移靶標處。