鉸接懸臂拼裝連續梁剪力鉸受力影響因素分析

劉吉元

中國鐵道科學研究院集團有限公司鐵道建筑研究所，北京100081

我國自20世紀50年代中期開始修建預應力混凝土梁橋，為突破跨度32 m的局限，爭取在更大跨度中采用混凝土結構代替鋼結構，也為了實現鋪軌前預架橋梁加快建設速度，在成昆線上以舊莊河1號橋為試點，首次采用懸臂拼裝法建成了大跨度預應力混凝土梁橋［1-2］。舊莊河1號橋全長106 m，設計活載為中-26，建成于1966年。該橋上部結構為（24+48+24）m變高度、單箱截面鉸接懸臂拼裝預應力混凝土梁，由兩個對稱單元組成，每個單元由24 m錨孔（邊跨）和24 m懸臂（1/2主跨）組成，見圖1。橋上為單線有砟線路，采用P60鋼軌、P50護軌，Ⅱ型軌枕。橋上線路為直線，線路縱坡-1.5‰（往昆明方向下坡），橋梁平置，線路坡度通過道砟厚度調整。固定支座和柔性錨板設置在成都側、昆明側橋臺上，活動支座設置于1#、2#橋墩上。該橋于1978年進行過檢定試驗。

圖1 舊莊河1號橋總體布置

第2孔跨中的剪力鉸是該橋的一大特色。剪力鉸的兩側梁體做成楔形，相互嵌入后再通過16根豎向粗鋼筋施加張拉力拉緊，形成只傳遞剪力、不傳遞彎矩的“鉸接”構造。剪力鉸將連續梁結構由超靜定結構變為靜定結構，大大簡化了設計計算的難度，這對于復雜計算能力缺乏的年代來說難能可貴［3］。但剪力鉸設置在梁體懸臂末端，截面剛度發生突變，剪力通過鉸接結構位移來傳遞，使得主要部件預應力粗鋼筋受力復雜，使用過程中容易出現破斷問題。

2000年3月工務部門檢查發現φ32、44Mn2Si預應力粗鋼筋破斷6根，列車通過時剪力鉸兩側的梁體上下錯動量達60 mm，隨后橋上采取限速措施，利用天窗時間將粗鋼筋全部更換為φ25、45SiMnV的預應力螺紋鋼筋。2000年12月、2001年8月又分別發現新更換的粗鋼筋破斷2根、1根。在以后的檢查過程中，不斷發現有粗鋼筋破斷，考慮到可能是因后更換的粗鋼筋截面面積不足所致，于2003年7月將φ25粗鋼筋更換為φ32預應力粗鋼筋。但2013年底檢查時又有鋼筋破斷，粗鋼筋破斷的問題依然存在［4］，給工務養護維修帶來了極大的困難。為此，開展了外觀狀態檢查、橋面線形測量、三向相對位移測試、粗鋼筋應力測試等工作，分析剪力的受力特征，提出剪力鉸養護維修建議。

1 剪力鉸構造

鉸接懸臂梁通常在主跨跨中設置能水平移動的剪力鉸，以適應梁體的溫度變化、收縮或徐變，并減少墩臺不均勻沉降所產生的影響。同時梁體施工階段和運營階段的應力狀態基本相符，減少了體系轉換的許多問題。中墩為活動支座，制動力可分別由梁端橋臺承受，中跨和邊跨的比例也可根據地形地質等條件通過選用不同錨固能力的錨板來調節。

剪力鉸由左塊體（A9）和右塊件（B9）構成，其外形尺寸及組拼連接見圖2。裝配時，左右塊件伸出的牛腿交互插入相應位置之凹槽中，并各以8根φ32、44Mn2Si高強度預應力粗鋼筋相連。粗鋼筋錨頭下設有弧形墊板以消除軸力以外的其他附加力，并加設防水裝置和橡皮套管以防水氣侵蝕。梁部結構上緣有18束預應力鋼絲束錨在中間鉸的上頂板處，下緣有16根預應力鋼絲束錨在中間鉸塊件的下翼緣處，左右兩個塊件的牛腿各利用其中8根鋼絲束來改善牛腿的受力狀況。左右兩個塊件裝配后，中間留有10 cm的溫度伸縮縫。為照顧全橋外形美觀，在鉸的兩側利用腹板的延長起裝飾作用。

圖2 剪力鉸構造（實際采用φ32粗鋼筋；單位：cm）

2 外觀狀態檢查

2.1 外觀檢查

跨中剪力鉸接縫兩側裝飾板混凝土受水流侵蝕，局部剝落、露筋銹蝕，由此可知該處的橋面防水措施失效；裝飾板外側距邊緣3~5 cm位置沿豎向開裂，見圖3。粗鋼筋的下錨固端涂抹了黃油，清理黃油后未發現粗鋼筋有銹蝕跡象，見圖4。

圖3 剪力鉸外觀狀態

圖4 清除黃油前后的粗鋼筋

對粗鋼筋進行張拉，錨具脫開梁體后，有水流沿粗鋼筋流出，說明粗鋼筋上錨固處的防水措施失效，管道中已進水，粗鋼筋浸泡于水中存在銹蝕的可能。

2.2 橋面線形

采用水準儀對全橋橋面標高進行了測量，測量位置為翼緣板頂面、距節段接縫5 cm處，實測左右側梁體頂面的線形見圖5。

圖5 實測橋面線形

由圖5可知，第2孔小里程側半跨（距0#臺24～48 m）梁體明顯下撓，跨中左右側最大差值分別為-118、-35 mm，當前橋面線形與原設計差別較大。此外，跨中撓度也比1978年試驗時測得的-69 mm繼續向下變化了39 mm。由于未查到橋梁成橋時的線形資料，故無法確定1978年的橋面線形是施工時就已形成還是其他原因導致。本次測試第2孔跨中撓度較1978年繼續增大，原因主要有：①橋上道砟增厚，二期恒載增大，使得梁體的應力分布發生變化，混凝土徐變變形增大；②梁體線形變化導致梁體內預應力鋼絲束的有效預應力發生額外損失，二者相互影響。橋面線形的非均勻變化使得橋面道砟厚度沿縱向分布不均勻，軌道結構的剛度也不一致，列車通過跨中時對剪力鉸的沖擊作用相應增大。

3 三向相對位移測試

3.1 測點布置

為適應梁體的變形要求，剪力鉸并不能將左右側梁體緊密固定在一起，因而在縱向、橫向、豎向均會產生相對位移。為測試剪力鉸在三個方向上的相對位移，在兩側梁體上布置了6個位移測點，其中反映剪力鉸接縫縱向變化的測點3個（測點編號Y1、Y2、Y3），分別布置在右側梁體翼緣板外側、梁體底面左右側的腹板外側；反映接縫橫向錯動的測點1個（Y4），布置在右側腹板中間位置；反映接縫豎向錯位的測點2個（Y5、Y6），布置在梁體底面左右兩側，見圖6。

圖6 剪力鉸相對位移測點布置（單位：cm）

3.2 靜載試驗

采用試驗編組列車（1節DF8B+1節DF8B）對連續梁按照三個靜載輪位進行加載，其中輪位一為邊跨滿載，輪位二為中跨滿載，輪位三為全橋1/2滿載。測試結果表明：

1）在豎向荷載作用下，剪力鉸接縫發生倒V形變形。以輪位二為例，梁體頂面接縫減小1.08 mm，梁體底面接縫增大2.64 mm，相當于梁體頂底面接縫的變形差為3.72 mm，也即粗鋼筋的上下錨固位置的縱向錯動量為3.72 mm。

2）剪力鉸兩側梁體作用的豎向荷載狀況接近時，如同時無荷載的輪位一、同時有荷載的輪位二，梁體橫向的錯動量較小；但當兩側梁體作用的荷載差別較大時，如輪位三，則梁體間的橫向錯動量較大。

3）剪力鉸兩側梁體作用的豎向荷載不同時，梁體發生的豎向位移不同，梁體間的粗鋼筋并不能限制梁體的豎向錯動。如輪位三作用下，梁體間的豎向錯動量為0.39 mm，這也導致了錨固于中間的粗鋼筋與錨固于兩側的粗鋼筋受力不相同。

梁體兩側豎向位移差為0.39 mm，剪力鉸中φ32粗鋼筋的長度為1 730 mm，彈性模量取200 GPa［5］、截面面積為804 mm2［6］，則剪力鉸兩側粗鋼筋受力相差36.3 kN，小于預應力螺紋鋼筋容許疲勞力值64.3 kN（容許疲勞應力幅為80 MPa）。

3.3 動力作用

測試了在試驗編組列車（20趟，5 km/h和40～80 km/h速度級階梯提速）和運營貨車（107趟，車速15～60 km/h）作用下剪力鉸的三向相對位移。典型測點剪力鉸相對位移見圖7，各測點測試結果見表1。

圖7 列車作用下剪力鉸相對位移

表1 剪力鉸相對位移測試結果 mm

列車作用下，實測梁體兩側最大豎向位移差為0.64 mm，剪力鉸兩側粗鋼筋力值差為59.6 kN，接近預應力螺紋鋼筋容許疲勞力值64.3 kN。粗鋼筋在長期疲勞荷載作用下，疲勞斷裂的風險加劇。

以試驗編組列車5 km/h速度運行時為準靜態，以Y5、Y6點測試數據，得到剪力鉸位置處的豎向動力系數在1.11～1.41，高于第2孔梁的設計動力系數1.15。

4 粗鋼筋應力測試

4.1 原設計有效預應力

第2孔跨中剪力鉸中粗鋼筋每根張拉控制預應力為96 kN，設計有效預應力為76.5 kN。確定粗鋼筋中預拉力時，應考慮在任何情況下粗鋼筋中均存在必要的拉力，以便鋼筋能按照拉壓桿件工作，但亦不宜過大以防止對梁體產生過大的附加彎矩。

剪力鉸的設計考慮了最大活載剪力±885 kN，墩臺相對沉降所產生的附加剪力±292 kN，由于兩懸臂梁梁段制作和拼裝及張拉時間不同，其混凝土徐變不同，因而在中間鉸處可能產生的剪力47 kN，故每根粗鋼筋的有效預應力為（885+292+47）/16=76.5 kN。據此驗算了各種荷載情況下，剪力鉸中預應力粗鋼筋的應力均在其容許疲勞應力范圍之內，同時按彈性階段及破壞狀態分別檢算了楔形塊牛腿的法向截面和斜截面應力狀態、抗裂穩定性和破壞時的安全系數。檢算結果表明，以上截面均不會出現拉應力，抗裂安全系數在3.38～5.05，強度安全系數在4.24～4.53。

4.2 實測有效預應力

測試粗鋼筋有效預應力最直接的方法是在粗鋼筋上粘貼應變片，通過測試荷載作用下的應變推算粗鋼筋有效預應力，但使用中的粗鋼筋主體位于管道中，無法粘貼應變片。1978年檢測中對粗鋼筋進行張拉，以能夠擰動螺母時的張拉力作為有效預應力，但螺母松動的時刻不容易把握，受操作人員的影響較大，有效預應力值不夠精確。

為快速、精確測試粗鋼筋有效預應力，本次試驗專門設計了張拉和測試工裝，包括壓力傳感器、上墊板、千斤頂、下墊板、錨具。接長錨桿采用φ32精軋螺紋鋼筋制作，通過連接套筒與梁體既有粗鋼筋連接。布置兩個千分表測試千斤頂的伸長量，通過張拉力（力）與千斤頂伸長量（位移）的關系推算粗鋼筋的有效預應力。當千斤頂張拉力小于等于粗鋼筋有效預應力時，粗鋼筋的錨固螺栓不會松動，千分表測得的伸長量僅為接長錨桿的伸長量；當千斤頂張拉力超過粗鋼筋有效預應力時，粗鋼筋的錨固螺栓松動，測得的伸長量為接長錨桿+粗鋼筋的伸長量。梁體內粗鋼筋上下錨固端的錨具之間長度為1 730 mm，接長錨桿的長度為570 mm。

以10#（G10）粗鋼筋為例，從20 kN起分16級張拉至170 kN，得到千斤頂張拉力與粗鋼筋伸長量的關系（圖8）。可見，最后4次數據明顯與前面數據不在同一斜率的直線上，分別回歸80～110 kN和150～170 kN的測點得到兩條直線（線性相關系數R2均在0.999以上），得到兩條直線的交點位置為133.9 kN。考慮張拉工裝自重后，可以推算出粗鋼筋有效預應力為135 kN。張拉過程中在張拉力為137 kN左右時，有水流開始沿粗鋼筋流出，說明粗鋼筋下端錨具已經與梁體脫開，驗證了粗鋼筋有效預應力的實測結果。

圖8 G10粗鋼筋張拉力-伸長量關系

按照上述方法對16根粗鋼筋逐根進行了張拉測試，張拉順序見圖9，測試結果見表2。

圖9 剪力鉸粗鋼筋有效預應力張拉順序

表2 粗鋼筋有效預應力

由表2可知，所有16根粗鋼筋的實測預應力均高于設計的有效預應力（76.5 kN），其中G05粗鋼筋的有效預應力最高（153 kN）。1978年進行的檢定試驗中，也對粗鋼筋的應力水平進行了測試，任選其中5根（具體哪幾根未知），其中4根分別張拉至102、103、92、126 kN時螺帽均未松動，另1根張拉至113 kN時螺帽才開始松動，表明有效預應力普遍偏大。

本次對全部粗鋼筋均進行了張拉，有效預應力最大值為153 kN，即便考慮預應力螺紋鋼筋的容許疲勞力64.3 kN后，也遠小于粗鋼筋的極限承載力668 kN（極限抗拉強度830 MPa），因此粗鋼筋發生超過極限強度破壞的可能性很小。

5 結論與建議

通過上文的檢查與測試分析，剪力鉸中粗鋼筋破斷的原因如下：

1）粗鋼筋下錨固端松開后，有多根粗鋼筋管道中有水流出，說明剪力鉸頂面防水層破壞，粗鋼筋管道中長期存水，粗鋼筋存在局部銹蝕的可能。

2）梁體在跨中位置的下撓達到118 mm，橋面道砟厚度沿縱向分布不均勻，列車通過跨中位置時對剪力鉸的沖擊作用大，粗鋼筋受到的動應力增大。

3）列車作用下剪力鉸兩側最大豎向位移差為0.64 mm，則兩側粗鋼筋力值差為59.6 kN，接近預應力螺紋鋼筋容許疲勞力值64.3 kN。粗鋼筋在長期疲勞荷載作用下，疲勞斷裂的風險加劇。此外，剪力鉸還存在縱向和橫向的位移，粗鋼筋會同時承受水平剪力或者與管道壁、錨固端之間的磨損。

4）粗鋼筋實測有效預應力均高于設計值，最大值高出100%（153 kN），平均高出43%，但遠小于其極限承載力668 kN，因此粗鋼筋發生極限承載力破壞的可能性較小。

建議：①對第2孔跨中區域道砟進行清篩，橫向設置排水措施，防止積水進入剪力鉸錨固區；將粗鋼筋管道、錨固區注滿黃油，防止水流進入管道造成粗鋼筋銹蝕；②條件允許時，重新錨固預應力偏大的粗鋼筋，使粗鋼筋有效預應力不超過原設計張拉控制應力；③對梁體頂面線形進行定期觀測，跨中下撓發展速度較快時采取結構加固等處理措施。