探討某連續剛構橋病害及加固技術

楊勝軍

（貴州橋梁建設集團有限責任公司,貴州 貴陽 550001）

0 引言

隨著通車時間延長，在混凝土收縮、徐變、預應力損失、溫度等因素影響下，某PC連續剛構橋出現橋梁箱體開裂現象，對行車安全產生了不利影響[1-3]。該文對某PC連續剛構橋橋梁病害情況、病害誘因、加固措施等進行了分析，針對橋梁預應力損失，通過有限元模型模擬進行了加固方案效果的討論。

1 工程概況

某橋梁為PC變截面連續剛構橋，箱梁截面為單箱單室，采用橫向預應力、縱向預應力、豎向預應力三體系構成，全長178.2 m，梁頂板寬12 m，底板寬6 m，根部梁高4.6 m，跨中梁高2.3 m，箱梁下結構為雙薄壁柔性橋墩和柱臺式樁基。

2 典型病害

橋梁上部構件常見病害類型包括鋼構底板橫向裂縫、底板縱向裂縫、頂板縱向裂縫、腹板斜向裂縫，頂板縱向裂縫和腹板斜向裂縫最為常見。PC連續剛構橋跨中下撓病害誘因如下：1）頂板預應力損失，PC連續剛構橋跨中下撓受力不穩定；2）車輛荷載作用，影響混凝土徐變性能；3）底板橫向裂縫或縱向裂縫出現后，箱梁主梁被拉伸，箱梁穩定性不足，結構受挫，剛度降低，存在一定的質量風險[4-5]。

3 橋梁加固及維修方案

3.1 加固設計目標及思路

通過“箱內體外束+箱內腹板加厚+箱內頂板粘貼鋼板+箱外底板粘貼鋼板”聯合加固方案，改善PC連續剛構橋主梁應力狀態，使橋面變形性得以改善，增強剛構橋跨中下撓底板下緣預應力，改善其承載力和穩定性[6]。

3.2 維修完善

（1）增大箱梁腹板截面補強薄弱位置，避免裂縫發展，采用粘貼鋼板的方式處置頂板或底板薄弱位置，進一步改善裂縫處應力狀態，抑制裂縫進一步發展。

（2）PC連續剛構橋主梁邊跨或中跨腹板斜向裂縫，增設體外預應力，改善橋面變形狀態，調節結構受力，以增強其承載力。

3.3 完善方案及內容

（1）采用通長布置的方式于箱梁內部布置體外預應力，加設體外預應力后連續剛構橋主跨跨中處出現一定程度位移，橋梁承載力得以改善[7]。

（2）順著橋梁方向，于主墩墩頂和轉向處設置預應力束，采用框架梁加固，確保無體外束下彎情況，保持頂板與預應力束位置間隔合理，下彎與底板位置靠近。為提高結構穩定性，盡量減少體外束彎曲，以防止預應力損失。根據項目需求和施工情況結合體外預應力布置情況，在箱梁邊跨處設置直徑為15 mm的預應力束，詳見圖1所示。

圖1 箱內體外預應力布置

4 橋梁預應力損失和加固效果

4.1 有限元模擬及分析方法

采用Midas/Civil有限元軟件建立模型，根據該文研究的PC連續鋼構模型，全橋共236個單元和254個節點。結合項目施工圖和工藝參數，對有限元模型的相關參數進行修正，使其應力符合實際情況，對橋梁結構內力和預應力指標進行計算。

4.2 橋梁預應力損失和加固效果對比分析

通過Midas/Civil有限元軟件進行建模，對“箱內體外束+箱內腹板加厚+箱內頂板粘貼鋼板+箱外底板粘貼鋼板”方案的加固方案效果進行分析，探究縱向預應力損失與主梁應力間的關系，對不同工序條件下的加固效果進行分析[8]。

（1）加固措施實施前，縱向預應力損失與主梁應力間關系如圖2所示。

圖2 加固前縱向預應力損失對主梁上、下緣應力影響

對圖2分析可知，加固前，縱向預應力損失后，連續鋼構橋梁主梁上緣應力損失為10%時，測量結果顯示主梁上緣最大應力為和?6.62 MPa和?6.43 MPa，主梁下緣應力損失10%時，最大應力為?7.13 MPa和?6.8 MPa。主梁上緣預應力損失20%時，最大應力為?7.21 MPa和?7.74 MPa，主梁下緣最大應力為?7.28 MPa和?6.4 MPa。

（2）連續剛構橋處于正常使用的極限狀態下，主梁上下緣應力加固前后情況如圖3所示。

對圖3分析可知，連續剛構橋主梁上緣加固前最大預應力值為?8.48 MPa和?9.04 MPa，主梁下緣加固前最大預應力值為?7.45 MPa，加固后主梁上緣最大應力值為?10.3 MPa和?10.9 MPa，連續鋼構橋跨中應力值為?11.3 MPa。

圖3 正常使用極限狀態下主梁上、下緣應力變化

（3）橋梁中跨底板縱向預應力損失25%、其他區域預應力損失20%情況下，主梁加固前后橋梁中跨上下緣應力值變化情況如圖4所示。

對圖4分析可知，將預應力損失考慮在內，加固前主梁上緣最大應力值為?6.24 MPa和?6.45 MPa，主梁跨中下緣應力值為?4.12 MPa，加固后主梁上緣最大應力值為?7.74 MPa和?8.17 MPa，加固后主梁跨中下緣應力值為?8.15 MPa。

圖4 加固前后考慮預應力損失的主梁上、下緣應力變化

（4）表1為正常使用情況下橋梁極限狀態下撓度值：分析表1可知：

表1 正常使用極限狀態下的撓度分析

1）原設計方案條件下，剛構橋邊跨相對撓度和中跨相對撓度值分別為7.22 mm和30.14 m，加固后邊跨相對撓度和中跨相對撓度值分別為6.61 m和29.71 m；

2）中跨底板縱向預應力損失25%和其他底板縱向預應力損失為20%情況下，加固前邊跨和中跨相對撓度值分別為7.34 m和29.78 m，加固后邊跨和中跨相對撓度值分別為6.75 m和27.49 m。綜合分析可知，相關加固措施實施后，剛構橋邊跨和中跨相對撓度值有所減少[9]。

5 結論

該文對某PC變截面連續剛構橋承載能力極限狀態進行了分析，并借助有限元模型模擬對原加固方案實施前后橋梁參數進行了對比。結論如下：

（1）借助有限元模型進行參數模擬和修正后發現，縱向預應力損失會導致預應力減小，跨中撓度值增加，加固前主梁跨中相對撓度值為30.14 m，借助張拉體外預應力措施調整后，產生了3 mm的理論拱值，實際測量值與預期指標之間有一定的偏差。

（2）中跨底板縱向預應力損失25%和其他底板縱向預應力損失為20%情況下，加固前主跨跨中截面下緣存在拉應力，邊跨跨中位置拉應力最大為7.84 MPa，上緣拉應力值與橋梁開裂，下撓情況下的數據接近。

（3）正常極限使用狀態下，橋梁加固前主跨跨中截面下緣拉應力為0.02~0.032 MPa。加固措施實施后，橋面處于全截面受壓狀態，在荷載情況下測量主梁跨中預應力，結果顯示張拉體外預應力后，主跨跨中截面預應力值明顯改善，主梁受力狀態有所好轉，橋梁承載力與穩定性明顯提升。