未設置加勁縱梁吊桿拱橋整治技術研究

劉曉晨，曹躍

(1.北京特希達交通勘察設計院有限公司，北京 100067；2.北京建筑大學振動臺實驗室，北京 100044；3.北京古橋研究院，北京 100044)

1 引言

國內早期設計的吊桿拱橋橋面板采用橫梁懸吊的漂浮體系，這類橋面板就像簡易積木，冗余度低，整體聯系弱。受環境影響，吊桿出現銹蝕、破損等病害，安全隱患突出。隨著使用年限的加長，在重載交通及高頻度往復荷載作用下，吊桿的疲勞和斷裂時有發生，進而發生外部約束失效導致的橫梁和橋面板塌陷事件。例如，2011年7月14日，福建武夷山公館大橋北端垮塌事故以及2012年12月10日四川攀枝花金沙江大橋吊桿脫落，橋面陷落事故。

為了減少此類事故的發生，交通運輸部頒布了《公路危舊橋梁排查和改造要求》[1]，文件中明確指出，對于中、下承式拱橋宜加設縱梁進行加固。迄今為止，許多國內學者對中、下承式吊桿拱橋加固開展了大量的研究：毛閩留等[2]經研究可知，對吊桿拱橋增加縱梁后，拱肋應力分布更為均勻，吊桿安全性大幅提高，施工過程中橋面及拱肋線性整體變化非常小，橋梁結構整體性明顯增強；蔣超越等[3]對新增加勁縱梁受力性能進行了研究，結果表明，吊桿拱橋在斷索工況下，新增加勁縱梁和橫梁形成框架體系并共同受力，能有效避免橫梁掉落及橋面垮塌。目前，國內對于加固后吊桿拱橋的受力分析僅停留在無吊桿失效時或原橋吊桿失效時的研究[4]，而未針對加固橋不同吊桿失效時各部件受力情況的變化進行系統分析。

筆者以實際工程為背景，對縱梁加固后的吊桿拱橋結構體系、重要構件的受力特征進行了研究分析，對加設縱梁后各部件應力、變形特點進行了深入分析，對吊桿失效后各部件內力與變形特點進行比較，為今后的工程設計提供參考。

2 工程概況

彭水高谷烏江大橋于1997年建成，橋梁全長195.82 m。主孔為1×150 m 鋼管混凝土中承式桁架拱橋(見圖1），采用等截面懸鏈線，矢跨比：1/5，拱軸系數m＝1.347，上弦桿、下弦桿采用φ600 mm×10 mm 鋼管，內灌C50 混凝土，橋面寬：凈9 m+2×1.50 m，橋面板為跨徑5 m、6 m 鋼筋混凝土π 形板，吊桿橫梁及蓋梁為鋼筋混凝土T 形梁。吊桿采用OVM.GJ15-12 的高強鋼絞線，標準強度1 860 MPa。橋臺為混凝土砌石圬工結構，臺上橫墻為混凝土砌塊石，基礎為片石混凝土，明挖施工。

經檢測，該橋多處吊桿錨具防護油脂失效，吊桿出現銹蝕現象，且吊桿索力值與竣工時差距較大。為增加結構冗余度，確定采用在相鄰橫梁之間增設6 道縱梁的形式對整體結構進行維修及加固，新增縱梁與橫縱梁之間的連接板采用高強螺栓拼接。加固縱梁采用鋼縱梁形式，截面為工字形截面，鋼材選用Q235。頂底板長80 cm，厚2 cm；腹板高54 cm，厚2 cm。具體如圖2所示。

現有的加固方案會為原本相互獨立的吊桿橫梁增加了多余約束，使得結構體系總體剛度增加，并為橫梁上內力提供新的傳力路徑，改變橋梁各部件的受力狀況。另外，加固后拱橋的吊桿斷裂時，縱梁能為即將掉落的橫梁提供約束支撐，而對于結構體系改變后的拱橋各部件在吊桿失效時的受力安全性仍缺乏相關研究，因此，擬開展此類研究工作。

3 計算模型

采用Midas/Civil2020 有限元軟件進行建模分析。拱肋、橫撐、斜撐采用梁單元模擬，腹桿、平聯采用梁單元模擬，橋面系π 梁采用梁單元模擬。桿采用桁架單元模擬。全橋模型共有單元2 900 個，節點1 630 個，高谷烏江大橋整體模型如圖3所示。

4 計算結果分析

為探究增加縱梁對原橋的受力影響和不同位置的吊桿失效對拱橋各部件的影響，判斷其結構安全性并得出相應規律，擬開展以下分析：(1）通過對原橋與加固橋在工況1 與工況3作用下各部件受力情況的比較，得出運營過程中加固縱梁對吊桿拱橋各部件受力的影響；(2）在工況2 作用下，通過對比原橋與加固橋在不同吊桿失效時各部件的受力情況，得出吊桿失效時新增縱梁對各部件受力的影響。

表1 計算工況

4.1 增加縱梁前后各部件應力計算

加固后全橋各部件安全性，需對比加固前后各部件在不同工況下的受力情況，如圖4所示。

結果表明在正常運營時，增加縱梁后拱橋的吊桿應力分布更加均勻，拱肋安全性明顯提高，但同時橫梁正截面彎矩、吊桿應力最大值與整體支反力也會由于縱梁的增加而增大。

原橋與加固橋在工況2 與工況3 作用下各部件受力最大值如表2所示。

表2 原橋與加固橋各部件受力(工況2 和工況3）

由計算結果可知，在橋梁正常運營期間，縱梁的增加導致全橋自重的增大，使得吊桿、橫梁與拱肋的受力增大，但仍能滿足承載能力要求，縱梁也能使橋梁各部件受力更加均勻。

4.2 吊桿失效后各部件驗算分析

為考慮吊桿失效后拱橋結構體系受力變化規律，特假定如下：增加縱梁后，設立吊桿失效的施工階段，并在該施工階段內將失效吊桿鈍化，根據橋梁實際使用情況，選擇對應的工況，運算分析得到吊桿失效后各部件受力狀況，并對比加固前后吊桿失效后各部件受力狀況的變化。本文分析了1#吊桿、2#吊桿、6#吊桿、12#吊桿(單側與兩側均驗算）失效時各部件受力情況，并選擇對不同構件受力影響最大的情況進行如下分析驗算。

4.2.1 單側吊桿失效

當單側吊桿失效時，對原橋與加固橋各部件受力驗算比較如下。

1）橋面板驗算

吊桿失效后橫梁直接從原位置掉落，相應位置處的橋面板失去支撐，使相鄰橫梁與橋面板受到沖擊導致下撓，正截面彎矩增大； 新增加縱梁的體系在吊桿失效時能為橫梁提供一定的約束支撐，使橫梁與橋面板不至墜落。因此，根據橋梁實際使用狀況，對橋面板在工況2 下的正截面抗彎承載力進行驗算。

原橋梁體系在單側12#吊桿失效后，橋面板單個π 形板正截面彎矩達到最大值24.42 kN·m，加縱梁后正截面彎矩減小至23.62 kN·m，橋面板上彎矩分布十分均勻，且橋面板撓度有非常顯著的減小。

分析得知，經過鋼縱梁加固的體系在工況2 作用下，橋面板正截面彎矩分布更加均勻，且彎矩最大值也在一定程度上減小。

2）鋼縱梁驗算

為探究鋼縱梁在吊桿失效突發狀況下的受力狀態，根據橋梁實際情況，對鋼縱梁在工況2 下的應力分布與撓度進行驗算。當單側1#吊桿失效后，鋼縱梁應力達到最大值82.52 MPa，此時應力小于材料設計強度值，滿足承載力要求；當單側12#吊桿失效后，鋼縱梁的撓度絕對值達到最大22.18 mm，滿足撓度小于L/600(L 為跨徑）的要求。因此，鋼縱梁仍能夠在吊桿失效后保證結構體系不會發生橫梁掉落、橋面板垮塌等繼發性病害。

3）橫梁驗算

在原橋吊桿失效時，由于吊桿相應位置處橫梁掉落，會導致相鄰橫梁的內力與撓度產生較大變化； 而縱梁的增加也使全橋自重顯著增大，與縱梁連接的橫梁內力會受到直接影響。根據橋梁實際使用狀況，對加固橋橫梁的正截面抗彎承載力與撓度變化進行驗算。結果表明，原橋與加固橋相比，當單側12#吊桿失效時，在工況2 作用下橫梁彎矩的最大值由1 231.26 kN·m 增大為1 331.21 kN·m，滿足承載能力要求。此外，在單側吊桿2#吊桿失效后，相鄰橫梁的最大撓度由18.65 mm 增大至26.69 mm。

由此推斷，在吊桿失效的突發狀況下縱梁可以與橫梁形成整體，在失效吊桿所在橫梁掉落時，使相鄰橫梁上撓度隨之增大。

4）未失效吊桿應力值驗算

吊桿失效會導致同側相鄰吊桿發生應力重分布的變化[5]。為保證相鄰吊桿仍能在容許值內正常工作，根據橋梁實際使用情況，對各吊桿在工況2 下的應力值進行驗算，比較原橋與加固橋未失效吊桿應力最大值。

結果表明，原橋在單側2#號吊桿失效時相鄰吊桿應力達到最大值442.22 MPa，加固后增大為478.12 MPa，易知吊桿強度滿足使用要求；單側6#吊桿失效時，原橋與加固橋未失效吊桿應力差值達到最大值45.48 MPa，增大10.28%。因此，應在今后的設計過程中注意加固橋吊桿應力冗余度問題。

5）拱肋驗算分析

縱梁的增加會在吊桿失效的突發狀況下提供一條新的傳力路徑，也使得拱肋應力發生明顯變化。根據橋梁實際使用情況，對拱肋應力在工況2 下進行驗算。結果表明，原橋在單側2#吊桿失效時拱肋跨中鋼管壓應力值由-119.09 MPa 增大至-121.38 MPa，拱腳鋼管壓應力值由-144.61 MPa 增大到-146.72 MPa。

根據分析結果及應力分布圖可得，在吊桿失效的突發狀況下，加固縱梁對在一定程度上增加了拱肋應力。

4.2.2 兩側吊桿失效

當兩側1#吊桿、2#吊桿、6#吊桿、12#吊桿失效時，對原橋與加固橋各部件受力驗算比較如下。

1）橋面板驗算

原橋在兩側12#吊桿失效后，橋面板單個π 形板正截面彎矩達到最大值24.24 kN·m，加縱梁后正截面彎矩減小至23.38 kN·m，且橋面板上彎矩分布十分均勻。

分析得知，經過鋼縱梁加固的體系在工況2 作用下，橋面板正截面彎矩分布更加均勻，且彎矩最大值也有所減小。

2）鋼縱梁驗算

在工況2 作用下，當兩側1#號吊桿失效后，鋼縱梁應力達到最大值73.50 MPa，可得此時應力滿足承載力要求；當兩側12#吊桿失效后，鋼縱梁的撓度絕對值達到最大22.43 mm，滿足撓度小于L/600 的要求。

3）橫梁驗算

原橋與加固橋在工況2 作用下，當兩側6#吊桿失效時橫梁彎矩變化率達到最大；原橋橫梁彎矩最大值為1 323.49 kN·m，加固橋橫梁彎矩最大值為1 456.19 kN·m，增大10.02%。

4）未失效吊桿應力值驗算

原橋和加固橋在工況2 作用下，當兩側6#吊桿失效相鄰吊桿應力最大值變化率達到最大；其中原橋未失效吊桿最大應力值為411.91 kN，加固橋未失效吊桿最大應力值為447.18 kN，增大8.56%。

5）拱肋驗算分析

原橋與加固橋在工況2 作用下，當兩側2#吊桿失效時，原橋拱腳最大應力值達到-143.51 MPa，加固橋拱腳最大應力值達到140.55 MPa。

4.3 吊桿失效時結構受力變化

根據計算結果，對不同吊桿失效時拱橋各部件在加縱梁前后的受力變化進行匯總如表3所示。

表3 吊桿失效時結構受力變化

縱梁加固后的拱橋在吊桿失效時，由于縱梁起到的支撐作用，橋面板彎矩減小，當兩側6#吊桿失效時影響最大，減小約31.69%；拱肋應力減小，當單側12#吊桿失效時影響最大，減小約2.11%；原橋與加固橋相比，由于全橋自重的增加及傳力路徑的改變，橫梁正截面彎矩顯著增大，當兩側6#號吊桿失效時影響最大，增大約10.02%；未失效吊桿最大應力顯著增大，當單側6#吊桿失效時影響最為明顯，增大11.12%。

5 結論

1）原橋進行縱梁加固后：與原結構相比，在橋梁正常運營期間，增加縱梁后拱橋的吊桿應力分布更加均勻，拱肋應力減小，但是由于自重的增加橫梁正截面彎矩、吊桿應力值與拱腳支反力增大。

2）縱梁加固后的拱橋在吊桿失效時，由于縱梁起到的支撐作用，橋面板彎矩減小，當兩側6#吊桿失效時影響最大；拱肋應力減小，當單側12#吊桿失效時影響最大。

3）原橋與加固橋相比，由于全橋自重的增加及傳力路徑的改變，橫梁正截面彎矩顯著增大，當兩側6#號吊桿失效時影響最大；未失效吊桿最大應力顯著增大，當單側6#吊桿失效時影響最為明顯。需要在今后的加固設計中注意此類構件承載能力能否滿足要求。