連續剛構橋體外預應力加固適用性研究

柯亮亮,苗建寶,戴 杰

(1.西安公路研究院有限公司,陜西 西安 710065; 2.長安大學,陜西 西安 710064)

近年來,我國橋梁建設發展較快,連續剛構橋因其跨越能力強、受力性能好、行車舒適等優點,在大跨徑預應力混凝土橋梁中應用廣泛。但隨著交通量不斷增大,重型車輛增加,超載現象嚴重,加上原有橋梁重建設輕養護的思想,許多連續剛構橋在運營階段出現了較多病害,主要表現為跨中下撓[1-2]和主梁開裂,嚴重影響橋梁安全,如加拿大的格朗梅爾橋,于1979年建成,全長258 m,在通車7年后跨中下撓達到300 mm;瑞典的Massongex高架橋在建成8年后跨中撓度達113 mm,且出現了大量的梁體裂縫;湖北省黃石長江大橋在建成通車7年后,其主跨發生了較大的跨中下撓現象,同時梁體開裂情況也較為嚴重。綜上所述,此類橋梁如若不采取相應的加固措施,會嚴重影響橋梁運行安全。因此,開展連續剛構橋體外預應力加固適用性研究具有重要意義。

國內方面,衛星等[3]通過對施工過程中腹板開裂的問題進行探討,結合模型分析與試驗檢測分析了腹板開裂的原因及其規律;馬振棟等[4]通過分析預應力混凝土連續剛構橋過度下撓及其危害,提出了同類橋梁有效控制過度下撓的技術措施及避免過度下撓的建議;曹自俊等[5]通過有限元模型,從荷載、預應力損失等方面進行分析,分析了連續剛構橋頂、底板及腹板大量開裂的主要原因,提出了對應的有效加固方案;王強[6]利用已有的混凝土和鋼材的本構模型及泊松比,通過具體算例從截面剛度的變化方面研究了其對跨中下撓的影響,提出了鋼管混凝土勁性骨架合攏設計方案,有效減小了跨中撓度;張陽等[7]通過研究得出了布置體外預應力束能改善剛構橋跨中下撓及跨中截面抗裂的效果。

國外方面,Dischinger認識到了混凝土應變隨時間變化的粘彈性效應(混凝土收縮徐變)會導致有效預應力的慢慢喪失,但由于當時沒有可靠的理論去計算這種效應,因此他選擇再次張拉以補償混凝土收縮徐變導致預應力損失[8-9],設計了世界上第一座體外預應力混凝土橋,該橋通過1962年和1983年的兩次維修,并重新張拉預應力筋,使用至今[8-9],Bilal El-Ariss和Chen Shiming等[10-11]綜合考慮各因素,通過與實驗結果大范圍比較,提出了符合實際情況的計算假定,建立較為完善和成熟的極限應力公式。

目前國內外的研究主要集中于對既有橋梁下撓的原因分析及加固設計方案方案。本文主要從連續剛構的最大主拉應力、長期撓度、長期撓度耦合關系三個方面對連續剛構采用體外預應力加固的適用性進行研究。

1 體外預應力適用性預期目標及加固時機的確定

1.1 體外預應力適用性加固目標的確定

連續剛構橋在運營階段,受行車荷載的反復作用,其主梁撓度與主拉應力形成相互影響的惡性循環過程。在橋梁檢測過程中,主梁的撓度值可實測得出,而主拉應力無實測值,只能通過主拉應力是否超過混凝土的抗拉強度值判斷混凝土是否開裂,因此可以采用撓度、應力擬合方法,建立與橋梁結構現狀相符的結構損傷模型。由于處在彈性工作階段的橋梁,從結構的整體效應出發,認為結構的局部預應力損失、結構幾何尺寸誤差、混凝土彈性模量、收縮徐變系數、重度等變化都將導致材料應變,最終反映在結構的整體變形,結構整體變形是各種變形的累積[12-14]。因此,體外預應力加固連續剛構合理預期目標定義為結構跨中最大撓度。

1.2 體外預應力適用性加固時機的確定

綜合對14座國內外預應力加固連續剛構進行調研,獲取了橋梁的實際加固時機及效果情況[12],如表1所示。

表1 國內外連續剛構橋體外預應力加固時機及效果統計表[12]

根據表1可知,體外預應力加固連續剛構加固時機的選擇對于加固效果影響顯著,加固時機選擇越晚(撓度/跨徑越大),加固效果越差。國內外相關橋梁體外預應力加固時機的選擇(D/L)介于0.0003～0.0050之間,當加固時機在0.0010以下時,加固效果顯著,考慮樣本數量有限且同時兼顧安全考慮,本文初步擬定加固時機為0.0008(1/1200)以下時,采取體外預應力加固連續剛構效果較明顯。

2 工程簡介及仿真建模

2.1 工程簡介

實橋工程為某四跨預應力混凝土連續剛構橋。主橋跨徑組合為(60+2×100+60) m,主橋箱梁采用單箱單室截面,40號混凝土,標準軸心抗壓強度28 MPa,標準軸心抗拉強度2.6 MPa;箱梁頂板寬11 m,底板寬6 m,翼緣板懸臂長2.5 m,支點截面梁高5 m,跨中截面梁高2.2 m,梁高及底板厚度按二次拋物線變化;頂板厚20 cm,底板厚由跨中22 cm增至根部50 cm,腹板厚30 cm,在根部梁段由30 cm增至50 cm;梁體設縱向及豎向預應力,頂、底板均采用Φj15-12鋼絞線,準強度Ryb=1500 MPa;豎向預應力筋采用Φ32 高強精軋螺紋鋼筋,標準強度Ryb=750 MPa;引橋上部結構為25 m裝配式預應力混凝土簡支箱梁;主橋下部結構為雙薄壁空心墩,中墩為明挖擴大基礎,兩邊墩為嵌巖樁基礎,引橋下部結構為組合式臺、雙柱式橋墩、摩擦樁基礎。

2.2 仿真建模

為了探究連續剛構橋適用性分析,根據圣維南原理,采用midas有限元數值模擬分析[15]軟件建立了梁單元整體模型,全橋共318個單元,323個節點,如圖1所示。為了分析橋梁的局部主拉應力,采用Ansys有限元分析軟件建立盡量遠離邊界區域的局部模型進行分析,其中混凝土采用Solid65實體單元模擬,預應力鋼絞線采用LINK8三維桿單元模擬,二者通過節點耦合法連接;邊界條件從整體模型中提取,選取對應位置的等效荷載加到局部模型中,預應力荷載采用降溫法施加,其局部空間有限元模型如圖2所示,局部豎向和縱向預應力鋼束如圖3、圖4所示。

圖1 橋梁整體模型仿真示意圖

圖2 局部模型仿真示意圖

圖3 不同撓度下主拉應力與預應力損失關系曲線

3 體外預應力適用性分析

3.1 主拉應力分析

3.1.1 體內預應力損失的影響

在不同初始累積撓度情況下,分別考慮0、2%、5%、10%、20%、30%的體內預應力損失,計算在上述各工況下體外預應力加固前后主梁最大主拉應力,計算結果見表2,以有效預應力損失系數為自變量,將加固前后主梁最大主拉應力數值繪制成點線,如圖3所示。

表2 體外預應力加固前后最大主拉應力(考慮體內預應力損失)

結果表明:當結構未出現下撓時,混凝土中的預壓力仍有留存,此階段采用體外預應力加固后會小幅增大結構最大主拉應力,但在結構后續運營過程中體內預應力損失會增大,當體內預應力損失超過10%后,體外預應力加固作用將逐漸發揮,能夠大幅降低主梁最大主拉應力;當結構累積撓度為100 mm,體內預應力已有部分損失,當此項損失達到20%時,體外預應力將開始充分發揮作用;當結構累積撓度150 mm時,體內預應力損失較大,此階段采用體外預應力加固后,主拉應力隨即顯著降低,加固后應力曲線斜率與未加固相比,略有降低;當結構累積撓度250 mm時,采取體外預應力加固后僅能保證后續體內預應力損失較小時的結構安全,但加固后應力曲線斜率與未加固相比仍有所降低;當結構累積撓度400 mm時,體外預應力雖然可以降低結構最大主拉應力,但降低效果仍不能保證結構安全,且加固后的橋梁在后續體內預應力持續損失時主拉應力曲線斜率明顯增長,與加固前相近。

3.1.2 活載放大系數的影響

在不同初始累積撓度情況下,活載放大系數分別考慮1.0、1.2、1.4、1.6、1.8、2.0時,以活載放大系數為自變量,將加固前后主梁最大主拉應力數值繪制成點線圖,如圖4所示。

圖4 不同撓度下主拉應力與活載放大系數關系曲線

由圖4可知:當結構初始撓度為0時,采用體外預應力加固后,會小幅減小結構最大主拉應力,此時隨著活載的不斷增加,加固效果不明顯;當結構累積撓度100 mm時,采用體外預應力加固可顯著降低結構最大主拉應力,隨著活載的不斷增加,加固效果開始顯現;當結構累積撓度150 mm時,采用體外預應力加固可大幅降低結構最大主拉應力,加固前后主拉應力差值進一步擴大,且隨著活載的不斷增加,加固效果有逐漸顯現;當結構累積撓度250 mm時,采用體外預應力加固可大幅降低結構最大主拉應力,且加固前后主拉應力差值進一步擴大,且隨著活載的不斷增加,加固效果達到最佳;當結構累積撓度400 mm時,采用體外預應力加固可大幅降低結構最大主拉應力,且加固前后主拉應力差值進一步擴大,加固效果隨活載增長略有提升。

3.2 長期撓度分析

3.2.1 體內預應力損失的影響

在不同初始累積撓度情況下,分別考慮0、2%、5%、10%、20%、30%的體內預應力損失,計算在各初始累積撓度工況下體外預應力加固前后主梁最大撓度累積量,計算結果見圖5所示。

圖5 不同撓度下主拉應力與活載放大系數關系曲線

由圖5可知,當結構未出現明顯下撓時(初始撓度0 mm),采用體外預應力加固可有效減小結構下撓,當結構下撓較小時(累積撓度100 mm),采用體外預應力加固后的撓度顯著降低,但隨著預應力損失的增加,加固前后的撓度差值不斷縮小。當結構發生明顯下撓時(累積撓度150 mm),采用體外預應力加固后的撓度明顯降低,且隨著后期體內預應力損失的增加,加固前后的撓度差值保持不變,加固措施的效果較好。當結構下撓量很大時(累積撓度250 mm～400 mm),采用體外預應力加固后的結構撓度明顯降低,且隨著后期體內預應力損失的增加,加固前后的撓度差值呈現緩慢增加的趨勢,加固效果明顯,但不足以保證結構安全。

3.2.2 活載放大系數影響分析

在不同初始累積撓度情況下,分別考慮1.0、1.2、1.4、1.6、1.8、2.0的活載放大系數,計算在上述各工況下體外預應力加固前后主梁最大撓度累積量。

當結構未出現明顯下撓時(初始撓度0 mm),采用體外預應力加固可顯著降低結構最大撓度,但在活載放大系數小于1.6時,加固后的撓度曲線斜率較小,加固效果較弱。當結構開始明顯下撓時(累積撓度100 mm),采用體外預應力加固可顯著降低結構最大撓度,但在活荷載系數小于1.4時,加固后的撓度曲線斜率較小,加固效果較弱。當結構發生較大下撓時(累積撓度150 mm),采用體外預應力加固可顯著降低結構最大撓度,但在活荷載系數小于1.2時,加固后的撓度曲線斜率較小,加固效果偏弱。當結構開始顯著下撓時(累積撓度250 mm),采用體外預應力加固可顯著降低結構最大撓度,曲線線形與累積撓度150 mm時相近。當結構發生嚴重下撓時(累積撓度400 mm),采用體外預應力加固可顯著降低結構最大彈性撓度,曲線線形與累計撓度250 mm時相近。

3.3 最大主拉應力與長期撓度耦合關系

本文利用結構應力/撓度隨預應力損失與活載大小的變化關系,可以得到體外預應力加固前后最大撓度與最大主拉應力耦合關系,繪制的散點圖見圖6所示,結果表明體內預應力損失對結構的影響(應力、撓度)離散性較大,相比活載放大系數更加復雜,兩種因素作用下結構最大主拉應力與最大撓度近似正相關,且應力增幅要大于撓度增幅。以最大主拉應力為1.2 MPa作為界限,可以得出考慮結構最大撓度工況下體外預應力加固連續剛構的合理時機為彈性撓度47 mm(累積撓度81 mm),且體內預應力損失小于10%。

圖6 體外預應力加固前后撓度與主拉應力耦合關系

3.4 合理加固時機

綜上所述,可以得出體內預應力損失對混凝土連續剛構主梁最大主拉應力與最大撓度的影響比活載放大系數更為顯著,因此,體外預應力加固連續剛構合理加固時機的確定主要考慮體內預應力損失的影響。

體內預應力損失對體外預應力加固連續剛構前后最大主拉應力影響較大,當結構初始撓度不大時(累積撓度為0 mm～100 mm),體外預應力加固效果不足以充分發揮,但可以有效應對持續增加的體內預應力損失;當結構累積撓度過大時(累積撓度為250 mm～400 mm),采取體外預應力加固雖能降低結構最大主拉應力,但此時結構安全儲備較小,且最大主拉應力變化曲線斜率降低不明顯。綜上,考慮結構最大主拉應力發展變化趨勢,本案例工程體外預應力加固的合理時機為主梁跨中彈性撓度為52 mm(累積撓度128 mm),且體內預應力損失小于10%。

體內預應力損失對體外預應力加固連續剛構前后最大撓度的影響較大,當結構初始撓度不大時(0 mm～100 mm),采用體外預應力加固后的撓度顯著降低,且在體內預應力損失控制在一定范圍的情況下,加固前后的撓度差值較大,說明加固效果較好。當結構發生明顯下撓時(150 mm～400 mm),采用體外預應力加固后的撓度明顯降低,但加固前后的撓度差值較小,加固效果一般,且隨著后期體內預應力損失的增加。不足以保證結構安全。綜上,考慮結構最大主拉應力發展變化趨勢,本案例工程體外預應力加固的合理時機為主梁跨中彈性撓度為44 mm(累積撓度72 mm),且體內預應力損失小于10%。

案例工程體外預應力加固合理時機可偏于安全建議為主梁跨中彈性撓度為44 mm(累積撓度72 mm),且體內預應力損失小于10%。因此,累積撓度72 mm

4 結 論

(1) 通過對預應力混凝土連續剛構病害調研及現狀評估,明確了引起混凝土連續剛構適用性預期目標及加固時機計算方法,明確影響連續剛構病害發展程度的主要參數。

(2) 通過分析不同體外預應力損失和活載放大系數對連續剛構橋主拉應力、長期撓度控制指標的影響,結果表明:體內預應力損失對混凝土連續剛構主梁最大主拉應力與最大撓度的影響比活載放大系數更為顯著,因此體外預應力加固連續剛構合理加固時機的確定主要考慮體內預應力損失的影響。

(3) 通過最大主拉應力和長期撓度間的耦合關系,驗證了合理加固時機方法的正確性,相關研究成果可為此類橋梁的體外預應力加固設計、施工和運營管理提供技術支持。