既有橋梁體內預應力-增大截面組合加固效果評價

董 建 松

(福建省交通建設質量安全中心,福建 福州 350000)

隨著社會經濟高速發展,交通運輸量及行車密度的增大導致橋梁病害問題突出。同時,強度降低及材料老化的問題無法避免,進一步加劇了橋梁相應的病害。眾多橋梁未及時進行維修養護因此處于超負荷運營狀態中。截至目前,我國公路路網中40%以上的在役預應力混凝土箱梁橋服役年限均超過25年,30%預應力混凝土箱梁橋的技術等級為三、四類的帶病橋梁,15%的橋梁為危橋[1-2],出現了大量的箱梁底板開裂、腹板開裂、箱梁跨中下撓等病害,從而導致橋梁承載力下降,難以保證橋梁安全性、耐久性和適用性,急需大幅度提高箱梁承載力的維修與加固。

梁曾奇[3]分析預應力損失對混凝土薄壁箱梁橋的變形影響并進一步展開轉向塊布置等核心技術對體外預應力加固的影響。康葉銘[4]提出了體外預應力筋的應力增量計算公式(簡稱變形能法),能夠解決原先計算方法的缺點,有助于后續相關研究。牛浩[5]結合連續梁橋加固探討了體外預應力束應力增量計算及損失計算,得出體外預應力加固與后張法體內預應力結構預應力損失計算的差別。張連鋒[6]將增大梁截面加固法運用到預應力現澆曲線橋加固中。肖金軍等[7]也在曲梁橋中運用增大截面加固法,并采用有限元軟件計算分析加固后曲梁橋的性能,結果表明加固措施對于結構的抗剪承載力明顯提高。

本文以某預應力鋼筋混凝土箱梁橋作為背景工程,提出體內預應力-增大截面組合加固混凝土箱梁橋的方法,采用該方法對實際工程進行加固,并根據組合加固方法的設計原則、抗彎承載力計算方法和靜動載試驗結果進行加固效果評估,驗證了加固方法的有效性。本研究可為箱梁橋的加固改造提供新的思路及借鑒,具有較好的經濟效益和良好的應用前景。

1 體內預應力-增大截面組合加固方法的提出

1.1 工程概況

以沈海高速某橋為背景工程,跨徑為227.42 m,橋面總寬12.5 m。上部結構為31.6 m+3×50 m+45.8 m預應力鋼筋混凝土箱梁,橋型布置如圖1和圖2所示。下部結構采用樁柱式橋墩、雙壁框架式橋臺。汽車荷載設計等級為汽超-20、掛-120級。2016年靜動載試驗的檢測結果表明該橋的主要病害為梁底橫向裂縫、縱向裂縫、腹板豎向裂縫以及部分掉角、露筋缺陷等。該橋左右幅均已不能滿足設計活載標準的正常使用要求,為保障橋梁的安全使用,亟需對該橋進行全面的加固維修。

圖1 橋型布置圖(單位:cm)

圖2 跨中橫截面圖(單位:mm)

1.2 組合加固方法提出

當單一的加固方法不能同時系統地解決橋梁腹板裂縫、底板裂縫及抗彎承載力不足的技術問題時,需要采用新的加固方法或組合加固方法對該類薄壁箱梁橋進行加固維修。基于增大截面加固法和體外預應力加固法兩種方法的特點,提出了一種體內預應力-增大截面組合加固箱梁橋的方法,如圖3所示。在橋跨范圍內,通過增大腹板截面厚度來提高梁體的剛度,并在腹板新增截面中施加體內預應力。體內預應力-增大截面組合加固法綜合了被動加固和主動加固的優點,不僅彌補了增大截面引起的自重效應增加的缺點,降低了體外預應力的養護難度和費用,還具有改善箱梁腹板及底部的受力狀態、大幅度提高箱梁抗彎剛度及整體抗扭剛度的效果。

2 體內預應力-增大截面組合加固設計

2.1 組合加固方法設計原則

綜合考慮原橋的實際交通狀況、病害情況、加固需求、加固構造要求、加固效果和經濟指標等多方面因素,依據《公路橋涵設計通用規范》[8](JTG D60—2015)、《公路鋼筋混凝土及預應力混凝土橋涵設計規范》[9](JTG 3362—2018)和《公路橋梁加固設計規范》[10](JTG/T J22—2008)等相關規范進行體內預應力-增大截面組合加固箱梁橋設計,主要采用以下幾個原則:

(1) 不同的加固受力階段,結構材料處于彈性階段,結構截面變形符合平截面假定,不考慮內力重分布。

(2) 極限狀態下,原結構受拉區鋼筋仍為理想彈性材料,鋼筋取抗拉強度設計值。

(3) 采用組合加固法進行加固的構件,其極限承載力應根據原結構截面的混凝土或鋼筋的設計強度來控制。

2.2 有限元模型建立與驗證

為分析腹板新增截面對原橋荷載效應的影響,采用空間有限元計算軟件midas Civil建立背景工程體內預應力-增大截面組合加固前的桿系有限元模型。在加固前有限元模型中,原主梁共劃分30個節點以及29個單元,如圖4所示。模型的主要材料有C50混凝土和φs15.2(1×7)預應力鋼絞線,混凝土和預應力鋼絞線的彈性模量、設計抗壓(拉)強度等基本參數取值如表1和表2所示。模型邊界條件設置為兩端簡支,即一端釋放繞Y軸轉動的自由度,另一端釋放繞Y軸轉動的自由度和沿X軸平移的自由度。靜力工況均考慮結構自重、整體升降溫、溫度梯度及舊橋混凝土收縮徐變。

圖4 有限元模型

加固后有限元模型腹板增大截面部分采用雙單元建模方法,在原主梁節點位置新建單元并賦予增厚腹板混凝土截面。既能區分原主梁和增厚腹板混凝土,又提高建模效率,省去設置原主梁和增厚腹板混凝土之間的邊界條件的步驟。

根據體內預應力-增大截面組合加固的作用原理,加固前原橋的恒載作用、現澆腹板混凝土的自重及體內預應力由加固前原截面承擔,而加固后的移動荷載應由加固后的組合截面承擔,有限元模型中施工階段的定義如表3所示。

表3 體內預應力-增大截面組合加固施工階段定義

為了驗證有限元模型的正確性,提取加固后實橋靜載試驗偏載工況下邊跨的應力值和撓度值,與加固后有限元模型的計算結果進行對比。結合橋梁結構特點和橋梁現場情況,選取背景工程右幅靜載試驗的工況為跨中截面最大正彎矩效應的偏載工況。采用應變片對各截面的混凝土進行應變測量,采用精密水準儀對撓度進行測量,應變及撓度測點布置如圖5所示。對比實橋靜載試驗和桿系有限元中K1截面正彎偏載工況下的撓度值和應變值,由表4和表5可知:K1截面正彎偏載撓度實測值和有限元值的最大相對誤差為8.12%,應變實測值和計算值的最大相對誤差為8.97%,有限元模型具有較高的準確性。

圖5 應變及撓度測點布置示意圖(單位:cm)

表4 K1截面正彎偏載撓度值對比

表5 K1截面正彎偏載應變值對比

2.3 腹板加固厚度試設計

對于腹板加固厚度的取值,首先應根據加固規范中對加固構造的規定布置加固腹板內的鋼筋、保護層厚度和預應力筋導管直徑,從而確定腹板加固最小厚度。其中,縱向受拉鋼筋直徑取12 mm,箍筋直徑取8 mm,根據橋梁環境類別,保護層厚度取25 mm,預應力導管直徑取90 mm,腹板加固最小厚度為180 mm。因此,在保持其他參數不變的情況下,本文選取體內預應力-增大截面組合加固箱梁橋的腹板加固厚度分別為180 mm、190 mm、200 mm、210 mm、220 mm、230 mm和240 mm共七種進行有限元參數分析,組合加固箱梁位置如圖6所示。

圖6 組合加固箱梁橫截面示意圖(單位:mm)

根據規范對增大腹板截面前后各增厚厚度的截面抗彎慣矩進行計算,計算結果對比如圖7所示。由對比結果可知,腹板新增截面對原截面的剛度影響較小,當腹板增厚厚度由180 mm變化至240 mm時,腹板增大截面前后的截面抗彎慣矩增幅由4.88%提高至5.07%。說明僅增加箱梁腹板截面對原截面的抗彎剛度貢獻度較小。

圖7 腹板增厚截面抗彎慣矩對比

通過有限元分析結果討論腹板增厚厚度對主梁應力與跨中撓度的影響,如圖8所示。

圖8 腹板增厚厚度對主梁的影響

隨著腹板增厚厚度增加,恒載作用下,箱梁跨中的梁底拉應力呈線性增加,由3.23 MPa增大至3.90 MPa;活載作用下,腹板加固混凝土與主梁共同受力從而提高了主梁剛度,箱梁跨中截面梁底底緣拉應力由1.10 MPa減少至0.71 MPa。恒載作用相較于活載作用對箱梁梁底底緣拉應力的影響更為顯著,二者組合作用下,箱梁跨中的梁底拉應力也呈上升趨勢,當腹板增厚厚度為180 mm時,箱梁梁底底緣拉應力最小。同時,隨著腹板增厚厚度的增加,恒載作用下,箱梁跨中撓度由23.71 mm增大至26.13 mm;活載作用下,箱梁跨中撓度由10.82 mm減少至10.23 mm。但總體上僅增加箱梁腹板截面對原截面的剛度貢獻度較小,腹板新增厚度可取最小厚度180 mm。

綜上所述,背景工程腹板加固厚度設計的最適腹板增厚厚度為180 mm。

2.4 體內預應力試設計

增設體內預應力的目的是以預壓力產生的反彎矩抵消增大截面所增加的自重荷載以及部分外荷載產生的內力,從而改善箱梁的受力性能。

2.4.1 增大截面加固后主梁的主要內力

按體內預應力-增大截面組合加固分階段受力的實際情況,恒載內力按原主梁恒載、現澆增厚腹板的混凝土自重、二期恒載這三種情況分別計算;活載內力按車輛荷載Ⅰ級車道荷載計算,沖擊系數為1+μ=1.1125。考慮主梁使用狀態下可能出現的荷載作用,根據規范按承載能力極限狀態和正常使用計算狀態對這些荷載作用進行基本組合,確定腹板不同增厚厚度加固后最不利截面跨中的作用基本組合的內力設計值。基于加固前的橋梁技術狀況評定等級以及現有的橋梁損壞情況,工程的設計安全等級屬于二級,結構重要性系數γ0取1.0,作用分項系數按規范取值。腹板增厚厚度為180 mm時,跨中最不利截面的內力組合設計值如表6所示。

表6 荷載內力計算結果 單位:kN·m

2.4.2 預應力鋼筋數量的確定及布置

采用毛截面幾何性質估算鋼筋數量,增厚腹板厚度為180 mm的計算參數和有效預壓力計算結果如表7所示。

表7 截面幾何特性

設計采用Фs15.2鋼絞線,單根鋼絞線的公稱截面面積Ap1=139 mm2,抗拉強度標準值fpk=1860 MPa,張拉控制應力按體內預應力規定取σcon=0.7fpk=1302 MPa,預應力損失按張拉控制應力的20%估算。根據正截面抗裂性要求計算所需預應力鋼絞線根數,計算結果如表8所示。計算截面所需鋼絞線取整為90根,即需要配置鋼絞線預應力束6束,預應力束截面面積為Ap=12 510 mm2,預留波紋管管道90 mm。

表8 所需預應力鋼絞線計算結果

2.5 背景工程加固方案的確定

通過前文對背景工程進行的體內預應力-增大截面組合加固設計,確定腹板增厚厚度為180 mm,配置預應力鋼束6束。預應力鋼束采用高強度低松弛7絲捻制的預應力鋼絞線,公稱直徑為15.20 mm,公稱面積為139 mm2,標準強度fpk=1 860 MPa,彈性模量Ep=1.95×105MPa;普通鋼筋采用HPB300級和HRB400級;加固采用的混凝土為C55自流密實混凝土。

3 體內預應力-增大截面組合加固效果評價

3.1 組合加固前后抗彎承載能力對比

加固前后正截面抗彎承載力對比如表9所示,由計算結果可知,加固前主梁截面無法滿足現行規范下基本荷載組合的正截面抗彎承載能力驗算,且結構的安全等級僅達到設計規定的三級,而經過體內預應力-增大截面組合加固后,主梁通過正截面抗彎承載力驗算,且富余系數達到1.18,滿足結構設計安全等級為二級的初始加固設計目標,充分說明體內預應力-增大截面組合加固的有效性。

表9 加固前后抗彎承載力對比 單位:kN·m

3.2 組合加固前后控制截面對比

結合有限元軟件及規范要求,對背景工程最不利截面的正常使用極限狀態進行驗算和對比,如圖9所示。在原設計成橋運營階段短期荷載組合下,跨中截面底緣拉應力達到4.67 MPa,超出了C50混凝土的規范限值2.65 MPa。加固后的跨中截面底緣拉應力改善幅度為62.74%,拉應力為1.74 MPa,滿足規范對預應力A類構件的抗裂驗算要求。說明在跨中可能出現的裂縫工作區域內,經加固后有明顯改善。

結合有限元軟件及規范要求,對背景工程最不利截面的正常使用極限狀態進行驗算和對比,如圖10所示。在原設計成橋運營階段短期荷載組合下,跨中撓度達到30.63 mm。加固后的跨中撓度改善幅度為34.28%,撓度值為20.13 mm,滿足規范中對預應力A類構件的撓度驗算要求。考慮長期效應對加固后主梁撓度的影響,按直線內插法計算撓度長期增長系數ηθ為1.425,長期效應下,加固后主梁撓度值為28.69 mm,同樣滿足規范中對預應力A類構件的撓度驗算要求。

圖10 撓度結果對比

3.3 組合加固界面損耗分析

由于新增的預應力鋼筋位于原箱梁腹板外的新增混凝土內部,新增的預應力張拉力先經過新舊混凝土的粘結面,再傳遞至原橋,因此存在著新增的預應力鋼筋張拉力在新舊混凝土界面存在損耗的問題。

采用有限元軟件MSC.MARC軟件建立采用體內預應力-增大截面組合加固方法加固的箱梁橋的非線性實體有限元模型。為簡化計算,僅建立箱梁橋50 m主跨模型,在簡支箱梁橋的1/4跨徑、1/2跨徑、3/4跨徑三個關鍵截面兩側各1 m范圍內,網格邊長設置為100 mm;除此之外的部位,網格邊長設置為250 mm。同時,為避免原橋與加固增厚腹板接觸面因網格線錯位產生畸異,導致收斂比過大,造成有限元模型無法運行,將加固增厚腹板與原橋腹板的網格按共節點劃分。全橋網格共劃分為28 534個單元,其中加固前原橋網格劃分為20 700個單元,加固增厚腹板部分網格劃為7 720個單元。圖11為加固后箱梁橋整體的網格單元和加密的網格單元。

圖11 整體網格單元和加密網格單元

為了保證實體有限元模型計算結果的準確性和收斂性,模型中混凝土材料采用MSC.MARC軟件中自帶的8節點六面體實體單元HEX8來模擬,其各節點均有三個方向的自由度。預應力鋼筋采用軟件自帶的三維二節點Rebars單元來模擬,采用Insert(“嵌入”)功能定義嵌入主體為預應力單元,通過“降溫法”,定義預應力鋼筋的線膨脹系數使其隨溫度降低而發生收縮,從而在預應力鋼筋內產生拉應力。

采用Glue中“粘著”的接觸方式對新、舊混凝土粘結面進行模擬,其粘結強度根據界面的受力方向可分為沿界面法向的軸拉強度ft以及兩個沿界面切向剪的切強度τx、τy,如圖12所示。根據文獻[11]箱梁腹板增大截面的新增混凝土與原箱梁的舊混凝土之間的粘結滑移關系可采用雙折線模型模擬,如圖13所示。其橫坐標代表新舊混凝土之間的相對滑移量;縱坐標代表新舊混凝土發生相互作用而產生的應力,數值大小取決于混凝土等級較低的混凝土的強度標準值;曲線的斜率代表粘結滑移的剛度。

圖12 粘結面粘結強度方向

圖13 雙折線模型

預應力筋豎彎段和直線段示意圖如圖14所示。預應力筋豎彎段任意截面的軸向應力方向與預應力鋼筋的截面垂直,其沿縱橋向和豎橋向具有兩個應力分力,在分析新舊混凝土上應力的傳遞時,若同時考慮這兩組應力分離較為復雜,且預應力筋豎彎段的軸向應力沿縱橋向的分力相對于直線段的軸向應力較小,因此,選取簡支梁的跨中最不利截面,分析預應力鋼筋拉應力通過新舊混凝土粘結面后,傳遞至原橋的應力量。通過有限元軟件MSC.MARC的數值模擬,提取體內預應力張拉前后,增大截面混凝土底部下邊緣節點的正應力和原橋腹板混凝土底板底緣節點的正應力進行比較,得到加固體內預應力的傳力效率。

圖14 預應力筋豎彎段和直線段示意圖

張拉腹板新增截面混凝土的體內預應力前,原箱梁和加固腹板在恒載作用下就存在正應力,因此,需要將此階段的正應力扣除,方可得到張拉增大截面混凝土的體內預應力后帶來的正應力改變量。為簡化表達,將腹板新增截面的體內預應力張拉前后原箱梁底板底緣的正應力分別用代號σ1-old和σ2-old表示,加固腹板底緣的正應力分別用代號σ1-new和σ2-new表示。將正應力σ2-old和σ2-new分別扣除正應力σ1-old和σ1-new則表示增大截面混凝土的體內預應力給新、舊混凝土帶來的正應力改變量Δσold和Δσnew,并可通過式(1)即可得到體內預應力經過新、舊混凝土粘結面后的損耗率δ。

(1)

加固后跨中截面最大應力如圖15所示。為簡化計算,提取增大截面混凝土的體內預應力鋼筋張拉前后,原箱梁和加固腹板的底緣應力如圖16所示。腹板新增截面混凝土的體內預應力鋼筋張拉后,箱梁跨中底緣恒載作用下的正應力得到改善,但原箱梁和加固混凝土的底緣正應力存在明顯的差值。因此,分別提取增大截面混凝土的體內預應力鋼筋張拉前后,原箱梁跨中混凝土底緣的正應力和加固腹板混凝土底緣的正應力,按式(1)計算加固混凝土的體內預應力在界面上的損耗率,計算結果如表10所示,張拉加固腹板體內預應力后,原箱梁跨中混凝土底緣的正應力差值為5.02 MPa,加固腹板混凝土底緣的正應力差值為5.62 MPa。通過計算得到新增腹板的體內預應力經過新舊腹板粘結界面間傳遞的損耗率為10.69%。

圖15 加固后跨中截面最大應力(單位:MPa)

圖16 加固體內預應力前后對原橋底板應力的變化

表10 預應力損耗率結果計算表

4 結 論

(1) 在對比分析了現有加固方法優缺點的基礎上,提出了體內預應力-增大截面組合加固箱梁橋的方法,即在橋跨范圍內,通過增大腹板截面厚度提高梁體的剛度,并在增大腹板截面中施加體內預應力,以抵消由增大截面所產生的自重效應;提出了箱梁腹板增大截面和體內預應力的設計原則;建立了采用體內預應力-增大截面組合加固箱梁的正截面抗彎承載力計算方法。

(2) 通過理論計算和有限元參數分析得到腹板增厚厚度對截面抗彎慣矩、梁底應力和主梁撓度的影響規律和影響程度。當腹板增厚厚度由180 mm增大至240 mm時:腹板增大截面前后的截面抗彎慣矩增幅由4.88%提高至5.07%;恒載作用下,箱梁底應力由3.23 MPa增大至3.90 MPa,箱梁跨中撓度由23.71 mm增大至26.13 mm;活載作用下,箱梁底應力由1.10 MPa減少至0.71 MPa,箱梁跨中撓度由10.82 mm減少至10.23 mm。說明僅增加箱梁腹板截面對原箱梁截面抗彎慣矩、截面應力和主梁撓度的貢獻度較小,背景橋梁腹板增厚厚度可取最小厚度180 mm。

(3) 基于確定的腹板增厚厚度180 mm,通過有限元分析獲得最不利跨中截面的內力,并基于本文建立的抗彎承載力計算方法確定所需的有效預應力,最終根據正截面抗裂性要求得到背景工程所需預應力鋼絞線根數為6束Фs15.2鋼絞線。

(4) 最不利荷載工況下,采用體內預應力-增大截面組合加固方法加固后,背景橋梁跨中截面底緣拉應力由4.67 MPa減小至1.74 MPa,減小幅度為62.74%;跨中撓度由30.63 mm減小至20.13 mm,減小幅度為34.28%。

(5) 原箱梁跨中混凝土底緣的正應力差值為5.02 MPa,加固腹板混凝土底緣的正應力差值為5.62 MPa。體內預應力經過新舊腹板粘結界面間傳遞的損耗率為10.69%。