高速鐵路大跨連續剛構拱施工控制關鍵問題研究

王勝杰

（中國鐵路設計集團有限公司，天津 300308）

連續剛構拱跨越能力大，梁結構高度低且造型美觀［1］，但其施工難度也隨之增加。拱肋和主梁的線形控制是剛構連續梁拱施工的關鍵要素［2］，隨著恒載和系桿的張拉，主拱肋和橋面的線形均會發生變化［3］。

目前，針對拱橋施工控制的研究眾多，主要包括：文獻［4］對拱肋施工過程中的預抬高值進行了研究；文獻［5］研究了拱肋轉體施工和原位支架拼裝施工對拱肋的影響；文獻［6］研究了采用豎向轉體法施工的拱肋在保證拱肋節段拼裝精度和線形控制等方面的效果。然而，既有研究中施工控制方法均基于設計吊桿力和線彈性理論，而實際施工中吊桿力偏差不可避免，拱肋的非線性問題也較為突出。此外，現有文獻中關于吊索索力偏差及拱肋結構的幾何非線性在施工控制中影響的研究較少，關于拱肋頂升施工的拱肋線形控制也未見報道。

1 工程概況

新建南昌經景德鎮至黃山鐵路工程為跨越昌江設計了一座（90+200+90）m 預應力混凝土連續剛構拱，橋面鋪設CRTS Ⅰ型雙塊式無砟軌道，橋梁全梁位于直線上，設計最高運行速度350 km／h。結構體系為強梁弱拱組合，施工順序為先施工主墩、主梁，主梁采用懸臂澆筑施工，主梁合龍后在橋面搭設矮支架拼裝拱肋節段，再豎轉拱肋，拱肋轉動就位后合龍。拱肋轉體施工布置如圖1所示。

圖1 拱肋轉體施工圖

主墩采用雙支薄壁墩，墩高27 m，壁厚2.0 m，壁中心間距6.4 m。主梁截面為單箱雙室，中支點梁高11.5 m，邊支點梁高5.0 m，梁底變截面曲線為二次拋物線，橋面寬13.2 m。拱肋為啞鈴形鋼管混凝土拱，拱軸線采用二次拋物線，兩平行拱肋間距11.9 m，拱肋矢高40 m，拱肋高3.3 m，鋼管壁厚20～24 mm，啞鈴腹板厚16 mm。

2 頂升施工方案研究

橋梁基礎施工時，監控單位按照設計轉體施工方案開展了監控計算，并向施工方提供了拱肋節段預制線形，計算最大預制預拱度為98.5 mm。在主梁施工至6 號塊時，施工方綜合考慮施工難度、經濟性等因素，擬將拱肋施工方案由轉體施工修改為頂升施工，具體施工方案為：將拱肋劃分為5 個施工節段，包括2 個墩旁拱肋、1 個跨中拱肋及2 個小合龍段，跨度為39.007 m+0.45 m（合龍段）+121.086 m+0.45 m（合龍段）+39.007 m。主梁合龍后，墩旁拱肋采用在橋面原位支架拼裝、跨中拱肋先支架先橋面拼裝，再通過反力支架上千斤頂頂升與拱肋相連的吊索，使中間拱肋整體提升。合龍段則在墩旁拱肋及跨中拱肋就位后安裝，中間拱肋起吊前施加拉索力，單拱肋拉索張拉力為275 t，張拉須分級同步加載，分級噸位30 t。拱肋頂升施工布置如圖2所示。

圖2 拱肋頂升施工圖

若按頂升方案進行拱肋施工，需要研究拱肋線形的兩個問題：（1）原轉體施工的拱肋計算預制線形是否仍適用于頂升施工；（2）拱肋預制時在胎架上為連續節段，即拱肋處于無應力狀態時，2 個合龍段與兩側拱肋的斷面嚴格匹配以達到順接的狀態；實際合龍施工時，墩旁拱肋處于近似無應力狀態，而跨中拱肋起吊后將因自重、拉索、吊索等荷載作用發生變形，合龍端的斷面也將發生轉角和位移變形，此時2 個合龍段與兩側拱肋斷面能否匹配并順接需要研究。

如跨中拱肋端部發生相對于預制線形的位移，可將其拆解為水平向x、豎向相對位移y 和相對轉角θ。依據無應力狀態法［7-8］，若通過適當的調整使得（x、y、θ）=（0、0、0），則所有拱肋桿件長度均不需要改變，拱肋的成橋線形將與原轉體施工的線形完全相同。若不能使三者為0，則合龍段與兩側拱肋的匹配將與預制時發生變化，成橋線形也將因此發生變化。因此，針對拱肋線形的兩個問題的關鍵轉變為（x、y、θ）是否為0，即若不為0 時的調整問題。

2.1 有限元建模

利用MIDAS／CIVIL 建立三維桿系有限元模型，采用正裝計算模擬實際施工過程，模型中主梁、主墩、拱座、拱肋鋼管、拱肋混凝土、拱肋橫撐等采用六自由度空間梁單元模擬。鋼管混凝土拱肋采用雙單元法模擬，系桿、拉索、頂升吊索均采用桁架單元模擬，張拉力按照設計施加。

承臺底施加彈性支撐模擬樁基的約束剛度。主梁0 號塊及邊跨現澆段支架現澆、拱肋鋼管支架架設過程均采用僅受壓約束模擬支架支撐。拱肋鋼管頂升過程按照設計施工步驟，采用先施加拉索索力再鈍化支架約束。

材料參數按照TB 10092-2017《鐵路橋涵混凝土結構設計規范》選取，主梁、拱腳及主墩墩頂以下2.2 m 范圍采用C60 混凝土，主墩其余部分采用C50混凝土，拱肋鋼管內填充C55 混凝土，拱肋鋼管及橫撐采用Q345qD 鋼材，吊桿采用鋼絞線材料。設計吊桿張拉順序及吊桿內力如表1所示。

表1 吊桿張拉順序及吊桿內力表（kN）

2.2 合龍段線形分析

模型按照實際施工步驟計算，并考慮到拱肋合龍時溫度與預制溫度相同的條件，以忽略溫度的影響。計算中考慮施工過程的結構自重及施加的臨時拉索力和吊索力，并對水平向、豎向相對位移和相對轉角進行計算，計算結果為（x、y、θ）=（5.6 mm、0.03 mm、0.133% rad），斷面匹配分析結果為：

（1）水平變形x：跨中拱肋在合龍前，合龍端發生了5.6 mm 相對水平位移，向拱頂方向；合龍段兩端各有一道焊縫，這將導致單道焊縫增加2.8 mm。Q／CR 9211-2015《鐵路鋼橋制造規范》中關于接焊的要求為-2.0～6.0 mm，焊縫滿足規范要求。

（2）豎向變形y：跨中拱肋在合龍前，合龍端發生了0.03 mm 豎向位移，可忽略不計。

（3）轉角變形θ：跨中拱肋合龍前在合龍端發生了轉角θ=0.133‰rad，轉向為向下、向拱頂方向。因此，中間拱肋在荷載作用下的轉角將導致合龍端截面的上緣遠離拱頂發生位移，下緣靠近拱頂發生位移。根據幾何關系，節段上、下緣位移與節段高及轉角的計算關系為：

式中：H——拱肋節段設計高，取3.3 m；

Δδ——焊縫寬度，計算帶入式（1）后得到Δδ=0.219 mm，則單道焊縫增加或減小0.110 mm。水平位移疊加后，合龍口焊縫上緣增加2.690 mm，下緣增加2.910 mm，仍滿足規范要求。

頂升施工方案中，合龍段與兩側拱肋的匹配關系相較于預制時發生了變化。安裝時可通過調整焊縫寬度使其順接，焊縫調整量滿足規范要求?？紤]到實際施工與理論計算可能存在偏差，合龍段也可以預留配切長度以調整合龍段焊縫寬度。

2.3 成橋拱肋線形研究

調整焊縫寬度并合龍拱肋可以理解為拱肋桿件的無應力長度發生變化，不滿足無應力狀態法的構形原理。因此拱肋頂升施工的成橋線形將與原轉體施工的成橋線形不同。按照頂升施工方案，并依據設計計算至成橋30年的要求，利用有限元模型計算了拱肋施工過程各階段的累加變形，并將其反號作為拱肋的預制預拱度。拱肋原設計轉體施工與頂升施工預拱度如圖3所示。

圖3 計算預拱度圖

由圖3 可知，與原設計轉體施工相比，頂升施工的預拱度值有所減小，在拱頂處差別最大，最大預拱減小了13.83 mm，超過TB 10752-2018《高速鐵路橋涵工程施工質量驗收標準》中拱肋節段拼裝高程允許偏差（±10 mm）的限值。因此，轉體施工的拱肋計算預制線形已不能用于頂升施工，施工監控時拱肋預制線形的預拱度需要按照頂升施工計算，并需要重新向施工方下發拱肋線形控制指令。

3 調索偏差時的主梁線形

昌景黃（90+200+90）m 連續剛構拱主梁及拱肋的預拱度需考慮系桿索力的影響，并計算至成橋后30年。本橋采用先梁后拱的施工方案，即施工系桿時主梁及拱肋主體受力結構已施工完成，預拱度也已設置完成。然而，系桿索力實際張拉施工時存在偏差［9］，且偏差出現在主梁及拱肋設置預拱度后，主梁和拱肋在設置預拱度時無法按照真實存在偏差的索力進行計算。

為研究系桿索力對主梁和拱肋線形的敏感性，索力按照降低和超張5%、10%和15%進行計算至成橋30年，其余計算參數均按照設計取值，計算主梁及拱肋的預拱度。索力偏差時主梁及拱肋預拱度與設計索力時預拱度的差值如圖4、圖5所示。

圖4 1／2 主梁線形偏差圖

圖5 1／2 拱肋線形偏差圖

由圖4、圖5 可知，當吊索張拉力降低時，主梁和拱肋均發生了線形偏差，主梁邊跨線形上撓、中跨線形下撓，拱肋上拱座至約1／6L 拱肋處線形下撓、1／6L拱肋至拱頂線形上撓，吊索張拉力超張時與少張對稱相反。偏差量關鍵數據如表2所示。

表2 主梁及拱肋索力偏差時預拱度偏差量表

依據TB 10752-2018《高速鐵路橋涵工程施工質量驗收標準》，連續剛構懸臂澆筑梁段頂面高程允許偏差為-5～+15 mm，拱肋節段拼裝允許偏差為±10 mm。由表1 可知，吊索力少張和超張5% ～ 15%時，拱肋的線形偏差最大為±3.016 mm，均在規范要求范圍內。主梁線形在索力少張和超張5%和10%時，線形偏差均在規范限值內。然而，少張10%時主梁中跨跨中線形偏差量達到-4.118 mm，達到規范限值的82.36%；索力少張和超張15%時，中跨跨中線形偏差為±6.176 mm，少張15%主梁線形偏差將超過規范下限值-5 mm，超張15%主梁線形偏差僅為規范上限值+15 mm 的41.17%，滿足線形偏差要求。

綜合考慮施工監控線形控制角度和現場施工誤差，建議對索力偏差進行如下控制：當索力低于設計值時，應將偏差控制在5%以內；當索力高于設計值時，可適當放寬精度要求，可按照10%控制。條件限制難以精確張拉時，按照“宜超張不宜少張”的原則施工吊索力。

4 結構幾何非線性

監控計算時，通常利用通用有限元程序按照零位移法［10］進行正裝計算至成橋狀態，得到每個節點的疊加位移作為預拱度。若在施工過程中按照實際預拱度設置并重新進行正裝計算，按照小位移理論成橋后線形應歸為零。然而，諸多計算結果均顯示并不能歸零，原因是預拱度的位移效應導致附加內力，進而產生附加變形，即預拱度導致結構產生了幾何非線性中的P-Δ效應。在拱橋的幾何非線性分析中，多數是基于位移時變效應的幾何非線性，關于預拱度設置導致的幾何非線性的研究則未見報道。

昌景黃（90+200+90）m 剛構連續梁拱主梁設計計算最大預拱度為向上143.6 mm，實際施工時最大下撓量達222.7 mm，拱肋最大預拱度為向上98.9 mm，產生了較大的結構變形。施工時，拱肋和主梁均需設置預拱度，即在安裝時，其初始位置在設計高程再疊加預拱度的位置，對應的鋼束錨固位置和吊桿長度等均發生了位置變化，位置變化所產生的附加內力導致附加位移。因此設計計算和實際施工的結構為近似但不同，預拱度導致結構的幾何非線性問題。

目前常用的橋梁通用程序采用彈性理淪計算，很少考慮非線性的影響。為得到考慮預拱度的結構變形，按照設計計算時的零位移法計算本橋，并得到零位移法預拱度。利用MIDAS／CIVIL 的預拱度功能設置安裝預拱度，使剛構連續梁拱按照實際設置預拱度的方法進行施工過程計算，即單元初始激活位置及鋼束、系桿長度等均按照實際施工時考慮，并反復迭代多次至計算預拱度偏差小于1 mm。為對比考慮預拱度幾何非線性時和按照設計時的零位移法計算時的結構線形，提取兩者的計算線形并作差，主梁線形差值和拱肋線形差值如圖6、圖7所示。

圖6 主梁線形差值圖

圖7 拱肋線形差值圖

由圖6、圖7 可知，預拱導致結構幾何非線性時，主梁及拱肋的線形均發生一定程度的偏差。偏差量關鍵數據如表3所示。

表3 考慮幾何非線性時主梁及拱肋預拱度偏差量表

由表3 可知，當考慮預拱度導致結構幾何非線性時，主梁邊跨、中跨及拱肋的預拱度均有一定偏差量，主梁最大線形偏差為-0.674 mm，拱肋最大線形偏差為1.616 mm；與規范相比，主梁的最大偏差為4.49%，拱肋為16.16%。實際施工時，如不考慮因設置預拱度導致的結構幾何非線性問題，（90+200+90）m剛構連續梁拱的計算預拱度仍然能滿足規范要求。

5 結論

通過對南昌經景德鎮至黃山鐵路（90+200+90）m預應力混凝土連續剛構拱的研究，得到主要結論如下：

（1）拱肋按照頂升方案施工時，拱肋合龍焊縫需要調整，調整量需滿足規范限值要求。

（2）調整焊縫寬度后，成橋狀態不能滿足無應力狀態法的構形原理，成橋線形與原轉體施工的成橋線形不一致，需要以頂升施工預拱度計算結果為依據重新向施工下發線形控制指令。

（3）從線形控制角度，建議索力偏差低于設計值時應控制在5%以內；若高于設計值，可按照10%控制；若條件限制難以精確張拉時，應按照宜超張不宜少張的原則進行吊索張拉的施工。

（4）預拱度會導致結構的幾何非線性問題，但考慮非線性時主拱及主梁的計算預拱度變化量均較小，因此在實際施工中，連續剛構拱可不考慮因設置預拱度導致結構幾何非線性的影響。