剛度增大法加固鋼管混凝土組合拱橋的影響

陳 勇

(福建省交通建設工程試驗檢測有限公司，福建 福州 350008)

0 引言

鋼管混凝土(CFST)拱橋作為一種性能優(yōu)越的鋼混組合結(jié)構(gòu)，兼具跨徑超大、建造便捷、強度超高及外型美觀等優(yōu)點，自1990年國內(nèi)首座CFST拱橋建成以來逐步被廣泛應用?，F(xiàn)役CFST拱橋由于早期設計施工方面的缺陷、現(xiàn)代交通運輸量的不斷增加、日常維護保養(yǎng)不到位及行業(yè)標準規(guī)范不統(tǒng)一等原因，經(jīng)過多年服役后部分開始出現(xiàn)不同程度的病害，存在一定的安全隱患。對這些舊CFST拱橋采取拆除重建措施必將消耗大量的人力物力，且從經(jīng)濟方面考慮也不可行，因此服役期間舊CFST拱橋出現(xiàn)的靜動力病害部位通過維修方式進行處理或通過加固方式進行補強成為迫在眉睫的問題。

目前國內(nèi)已對CFST拱橋靜力特性方面開展了大量研究，但動力特性方面研究明顯偏少[1]，再加上加固理論和技術(shù)研究仍不成熟，處于起步階段，相關(guān)規(guī)范也僅涉及靜力特性方面加固。CFST拱橋的加固方法主要有拱圈增強加固法[2]、纖維復合材料粘貼加固法[3]、吊桿替換或增設加固法[4]、橋面系改善加固法和剛度增大加固法[5]等，以往這些加固法應用實例大多僅針對靜力特性方面很少涉及動力特性方面，因此涉及CFST拱橋動力特性方面的加固影響研究更是少之又少。

1 中承式CFST組合拱橋剛度增大法加固10年后荷載試驗

1.1 工程概況

某中承式CFST組合拱橋全長176 m，跨徑布置為35 m+76 m+35 m，寬28.40 m。上部結(jié)構(gòu)中拱為中承式CFST肋拱，凈矢高19 m：凈跨徑76 m等于1/4，CFST橫撐，φ5 mm高強鋼絲吊桿，普通鋼筋混凝土工字橫梁，裝配式鋼筋混凝土簡支橋面板；邊拱為普通鋼筋混凝土板拱，凈矢高7 m：凈跨徑35 m等于1/5，厚80 cm。下部結(jié)構(gòu)采用沖鉆孔灌注樁基礎、石-鋼筋混凝土組合橋臺。該拱橋總體布置圖見圖1。

該拱橋建于1995年，服役12年后曾進行全面檢查、荷載試驗，結(jié)果表明：上部結(jié)構(gòu)承載能力基本滿足原設計城-A級荷載要求，但部分構(gòu)件存在不同程度的病害，影響其正常使用及耐久性能；由實測動應變計算的沖擊系數(shù)超過規(guī)范要求。2011年對該拱橋病害部位進行維修處理，并增設加勁鋼縱梁(45a)進行加固。本次對剛度增大法加固10年后的中承式CFST組合拱橋進行荷載試驗。

1.2 靜力特性試驗

1.2.1 試驗荷載

本次選取邊拱(Ⅰ跨)和中拱(Ⅱ跨)進行加固10年后靜力特性試驗，鑒于原設計荷載及加固前試驗荷載均為城-A級，加固后試驗荷載也確定為城-A級，現(xiàn)場加載所需載重汽車為4部45 t,1部25 t，共6個試驗工況，工況一～工況六對應的測試位置、測試項目及試驗效率見表1。

表1 工況一～工況六對應測試位置、測試項目及試驗效率一覽表

1.2.2 試驗主要測試項目及位置

由表1可知，位移測試主要包括4個截面，分別為Ⅰ跨1/4跨、Ⅰ跨跨中、Ⅱ跨1/4跨和Ⅱ跨跨中，如圖1中的Ⅰ跨B截面、C截面處板拱底從左到右各布置3個測點(NB1～NB3,NC1～NC3)、Ⅱ跨E截面、F截面處每根肋拱底各布置1個測點(NE1～NE3,NF1～NF3)；應變測試主要包括6個截面，分別為Ⅰ跨支座、Ⅰ跨1/4跨、Ⅰ跨 跨中、Ⅱ跨支座、Ⅱ跨1/4跨和Ⅱ跨跨中，如圖1中的Ⅰ跨(A～C)截面處板拱底從左到右各布置5個測點(A1～A5,B1～B5,C1～C5)、Ⅱ跨(D～F)截面處從左到右每根肋拱頂?shù)追謩e布置1個測點(D1～D6,E1～E6,F1～F6)；索力測試主要包括Ⅱ跨中間三根吊桿即第6根～第8根吊桿(DG1～DG3)；裂縫測試主要在加載過程中監(jiān)測Ⅰ跨C截面處板拱底中部1個跨裂縫應變測點(C6)應變變化數(shù)值。

1.2.3 試驗結(jié)果分析

1)位移測試結(jié)果。

表2工況一、三、四、六中拱及邊拱位移測試結(jié)果表明：位移實測值均小于理論值，相應的相對殘余均小于規(guī)范[7]限值。

表2 工況一、三、四、六中拱及邊拱位移測試結(jié)果匯總表

2)應變測試結(jié)果。

表3工況一～工況六中拱及邊拱應變測試結(jié)果表明：應變實測值的絕對值均小于理論值的絕對值，相應的相對殘余均小于規(guī)范限值。

表3 工況一～工況六中拱及邊拱應變測試結(jié)果匯總表

3)索力測試結(jié)果。

表4工況一索力增量測試結(jié)果表明：所測3根吊桿索力增量變化實測值均小于理論值，相應的相對殘余均小于規(guī)范限值。

表4 工況一索力增量測試結(jié)果匯總表

4)裂縫測試結(jié)果。

表5工況四～工況六裂縫測試結(jié)果表明：監(jiān)測的裂縫有輕微變大，卸載后能基本恢復，未發(fā)現(xiàn)新增裂縫。

表5 工況四～工況六裂縫測試結(jié)果匯總表

1.3 動力特性試驗

由實測Ⅱ跨F截面處測點(DH4)最大、最小動應變測試結(jié)果可計算得到?jīng)_擊系數(shù)，表6沖擊系數(shù)測試結(jié)果表明：由實測動應變計算的沖擊系數(shù)最大值小于理論值。

表6 沖擊系數(shù)μ結(jié)果匯總表

2 中承式CFST組合拱橋剛度增大法加固前后有限元自振特性分析

2.1 有限元模型

采用軟件Midas/Civil建立中承式CFST組合拱橋空間有限元模型，其中單元、節(jié)點數(shù)量分別為3 955個、2 080個，邊界條件(各拱腳處)為固結(jié)，詳見圖2。模型模擬選用三種單元即空間板單元(橋面板及鋪裝層)、受拉桿單元(吊桿)、空間梁單元(其余構(gòu)件)；以鋼管與混凝土共用節(jié)點模擬CFST截面。拱橋混凝土強度均為C40，普通鋼筋采用HRB400，高強鋼絲采用fpk=1 670 MPa，鋼材采用Q345D。

2.2 剛度增大法加固前后有限元自振特性分析

根據(jù)有限元計算結(jié)果，表7列出了該拱橋剛度增大法加固前后的前十階自振頻率，圖3～圖8為剛度增大法加固前后的前三階振型圖。

表7 加固前后拱橋的前十階自振頻率

2.3 增設加勁鋼縱梁截面變化對中承式CFST組合拱橋自振特性的影響

本文有限元計算比較了增設不同截面的加勁鋼縱梁對中承式CFST組合拱橋自振頻率的影響。表8列出了36a～56a共五種截面(其中45a為該拱橋加固所采用加勁鋼縱梁截面)對應的拱橋首階自振頻率?？梢钥闯?，增設加勁鋼縱梁截面變化對拱橋的首階自振頻率幾乎沒有影響。

表8 增設不同截面加勁鋼縱梁拱橋首階自振頻率

2.4 分析與討論

從以上的荷載試驗及有限元分析可以看出：

1)由加固10年后的荷載試驗結(jié)果可得，剛度增大法加固后各工況中拱及邊拱位移、應變和吊桿索力實測值均小于理論值，相應的相對殘余均小于規(guī)范[7]限值；加載過程所監(jiān)測的裂縫雖有輕微變化，但卸載后能基本恢復，且未發(fā)現(xiàn)新增裂縫；由實測動應變計算的沖擊系數(shù)最大值小于理論值。

2)由加固前后有限元自振特性分析結(jié)果比較可得，剛度增大法加固前后的自振特性前十階振型中僅首階、第四階為平面內(nèi)振動，其余均為平面外振動；剛度增大法加固后的自振頻率比加固前有較大提高(約20%以上)，而增設加勁鋼縱梁截面由36a逐步變化到56a，相應的自振頻率僅由2.10 Hz變化到2.11 Hz，幾乎沒有影響。

3 結(jié)論

1)已服役27年的中承式CFST組合拱橋服役期間發(fā)現(xiàn)存在病害，經(jīng)加固維修后該拱橋靜動力特性總體水平仍能達到原設計狀態(tài)，因此針對服役期間舊橋出現(xiàn)的靜動力病害部位可通過維修方式進行處理或通過加固方式進行補強，沒有必要拆除重建。

2)中承式CFST組合拱橋加固前由實測動應變計算的沖擊系數(shù)較大超過規(guī)范要求，針對此問題采用剛度增大法加固，加固后由實測動應變計算的沖擊系數(shù)減小滿足規(guī)范要求，表明采用剛度增大法加固提高該類拱橋的動力特性可行。

3)中承式CFST組合拱橋加固前后的自振特性前十階振型以面外振動為主；剛度增大法加固后的自振頻率比加固前有較大提高(約20%以上)，而增設加勁鋼縱梁截面變化對拱橋自振頻率影響很小。