李 輝

(中鐵工程設(shè)計咨詢集團(tuán)有限公司，北京 100055)

1 工程概況

某高速公路(86+160+86)m預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋，左右線分幅設(shè)置，每幅均采用單箱單室直腹板箱形截面。箱梁頂板寬15.75 m，底板寬8.1 m;跨中梁高2.5 m，腹板厚0.5 m，底板厚0.3 m;根部梁高9.0 m，腹板厚0.7 m，底板厚1.0 m。剛構(gòu)主墩采用雙肢薄壁墩，厚度1.5 m，墩高分別為17 m和22 m。邊墩采用板式墩，厚度2.0 m。全橋立面形式見圖1。

圖1 全橋立面(單位:m)

本橋箱梁采用三向預(yù)應(yīng)力體系。

該橋經(jīng)過5年多運營后，出現(xiàn)橋面下?lián)犀F(xiàn)象。并在隨后的外觀檢查中發(fā)現(xiàn)剛構(gòu)中跨跨中區(qū)域梁體底板及腹板開裂嚴(yán)重，中跨跨中底板橫向裂縫寬度在0.15～0.3 mm，最大裂縫寬達(dá)0.5 mm;腹板出現(xiàn)斜裂縫，主要分布在邊跨現(xiàn)澆合龍段和中跨(0.3～0.45)L、(0.55～0.70)L位置，最大裂縫寬0.45 mm;中跨跨中最大下?lián)隙?0 cm左右。

2年后再次對梁體進(jìn)行了外觀檢測。根據(jù)最新檢測報告，在左幅橋一側(cè)墩頂箱室內(nèi)發(fā)現(xiàn)了1條橫向通長裂縫，裂縫最大寬度為0.8 mm;其他墩頂箱室的倒角位置均存在較短的縱向及橫向裂縫，部分裂縫向頂板或腹板延伸，裂縫長度在0.5～1.5 m，裂縫寬度在0.25 mm以內(nèi)。跨中撓度進(jìn)一步增加3～5 cm;中跨跨中附近底板裂縫寬度進(jìn)一步擴(kuò)展、長度繼續(xù)延伸;邊跨及中跨的腹板斜裂縫也存在擴(kuò)展與延伸。

特別引起關(guān)注的是主墩墩頂部位的梁體裂縫，這種裂縫在同類橋梁結(jié)構(gòu)中比較罕見，說明本橋已嚴(yán)重偏離設(shè)計狀態(tài)，橋梁的承載能力嚴(yán)重降低。因此，需立即對該連續(xù)剛構(gòu)進(jìn)行加固。

2 病害原因分析與加固思路

目前，對于造成剛構(gòu)橋上述病害的確切原因尚需進(jìn)一步驗證，但針對本橋具體情況并結(jié)合國內(nèi)外的其他出現(xiàn)質(zhì)量問題的預(yù)應(yīng)力連續(xù)剛構(gòu)橋，可以初步認(rèn)定以下幾個主要原因:

(1)本橋為附近港口大型貨運車輛進(jìn)出城市的唯一通道，每天車流量在10萬輛、大型超載車輛在2萬輛左右，超載嚴(yán)重，引起并加速、加劇了病害的發(fā)展［1］;

(2)豎向預(yù)應(yīng)力損失過大引起主拉應(yīng)力超限，從而導(dǎo)致混凝土腹板出現(xiàn)斜裂縫［2］，經(jīng)統(tǒng)計此項病害已出現(xiàn)在國內(nèi)多座建成通車的連續(xù)剛構(gòu)橋中;

(3)節(jié)段懸澆工期過短，徐變變形、全橋縱向預(yù)應(yīng)力損失大，導(dǎo)致結(jié)構(gòu)預(yù)應(yīng)力度大幅降低［3］，造成跨中下?lián)霞案拱?、下翼緣板開裂。

本橋為懸臂現(xiàn)澆施工的預(yù)應(yīng)力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋，中墩墩頂主梁負(fù)彎矩區(qū)是全橋的關(guān)鍵受力部位。針對全橋縱向預(yù)應(yīng)力損失及徐變變形過大、主拉應(yīng)力超限這兩個病害的主因，加固的重點應(yīng)放在通過施加體外預(yù)應(yīng)力鋼束來恢復(fù)全橋的縱向預(yù)應(yīng)力上，同時對裂縫發(fā)展嚴(yán)重部位或由于施加體外預(yù)應(yīng)力而引起強(qiáng)度不足的部位采取粘貼鋼板等措施補(bǔ)強(qiáng)，限制裂縫發(fā)展，提高箱梁結(jié)構(gòu)的承載能力。

3 加固設(shè)計

3.1 包絡(luò)設(shè)計原則

由于本橋病害嚴(yán)重，橋梁結(jié)構(gòu)的真實狀態(tài)難以檢測，為確保結(jié)構(gòu)安全，按以下3種可能的極端狀態(tài)進(jìn)行包絡(luò)設(shè)計:

狀態(tài)一，橋梁全部縱向預(yù)應(yīng)力筋處于設(shè)計狀態(tài);

狀態(tài)二，根據(jù)其他類似橋梁加固設(shè)計經(jīng)驗，考慮全橋縱向預(yù)應(yīng)力損失10%～15%;

狀態(tài)三，中跨跨中底板預(yù)應(yīng)力鋼束應(yīng)力損失一半，其余縱向預(yù)應(yīng)力損失5%。

3.2 采用的加固技術(shù)

(1)體外預(yù)應(yīng)力加固法

將體外預(yù)應(yīng)力技術(shù)應(yīng)用于連續(xù)剛構(gòu)橋的加固，為提高連續(xù)剛構(gòu)橋承載能力提供了較好的解決途徑。體外預(yù)應(yīng)力的施加會使箱梁斷面混凝土的壓應(yīng)力儲備增加，對裂縫的產(chǎn)生和發(fā)展起到抑制作用，同時會提高結(jié)構(gòu)的承載能力［4］。

本橋加固設(shè)計中每幅橋共布置26束體外束，其中通長束4束、中跨束6束，中支點短束每側(cè)各8束，具體布置形式見圖2。體外束均為兩端張拉。中支點短束采用12-7φ5鋼絞線，通長束和中跨束采用31-7φ5鋼絞線。其中通長束單根長336 m，錨下控制張拉力4 440 kN。

圖2 體外預(yù)應(yīng)力鋼束布置

體外預(yù)應(yīng)力鋼束采用外加PE護(hù)套的環(huán)氧涂層鋼絞線，鋼絞線的抗拉強(qiáng)度標(biāo)準(zhǔn)值為1 860 MPa，彈性模量為1.90×105MPa，錨下張拉控制應(yīng)力為預(yù)應(yīng)力筋采用分級張拉，每級張拉力不超過總張拉力的25%。

體外預(yù)應(yīng)力筋為空間曲線，其轉(zhuǎn)向通過轉(zhuǎn)向器實現(xiàn)，錨固通過錨固塊實現(xiàn)。為防止橋面行車引起鋼束過大振動，沿體外索縱向每隔8 m左右設(shè)置1道防振限位裝置。

為方便與原結(jié)構(gòu)的連接，所有錨固裝置和轉(zhuǎn)向裝置均采用混凝土結(jié)構(gòu)，通過植筋的方式與原梁體結(jié)構(gòu)結(jié)合在一起共同受力?？紤]箱內(nèi)空間狹小，振搗困難，本加固工程所用混凝土均采用自密實補(bǔ)償收縮混凝土［5～6］。

由于本橋預(yù)應(yīng)力筋張拉力較大，通過局部應(yīng)力分析可知在錨固區(qū)域會產(chǎn)生非常大的局部應(yīng)力。為保證結(jié)構(gòu)安全可靠，設(shè)計中在局部細(xì)節(jié)構(gòu)造上做如下處理。

①端隔板。體外索中有4束通長束錨固于梁端橫隔板處。為保證體外預(yù)應(yīng)力可靠傳遞，在端橫隔板后箱梁內(nèi)側(cè)植筋，加澆1.25 m厚C50自密實混凝土。

②頂板錨固區(qū)。頂板錨塊位置局部應(yīng)力較大，為避免錨后區(qū)混凝土開裂，將錨后2.5 m范圍內(nèi)頂板、腹板局部加厚。

③中支點短束錨固區(qū)。中支點短束錨固位置受力較為復(fù)雜，為增加錨固可靠性，減少頂板局部應(yīng)力，在錨固處增設(shè)1 m厚橫隔板。

(2)粘貼(灌注)鋼板加固法

采用環(huán)氧樹酯系列粘結(jié)劑將鋼板粘貼(灌注)在鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)物的受拉緣或薄弱部位，使之與原結(jié)構(gòu)物形成整體共同受力，以提高其剛度，改善原結(jié)構(gòu)的鋼筋及混凝土的應(yīng)力狀態(tài)，限制裂縫的進(jìn)一步發(fā)展，從而達(dá)到加固補(bǔ)強(qiáng)、提高橋梁承載能力的目的［7］。

主要應(yīng)用于中跨跨中底板開裂區(qū)和中跨跨中及邊跨梁端腹板開裂區(qū)。

(3)增大截面加固法

增大截面法是通過增大構(gòu)件的截面和配筋，用以提高構(gòu)件的強(qiáng)度、剛度、穩(wěn)定性，防止開裂［8］。

由于體外預(yù)應(yīng)力鋼束的作用，剛構(gòu)雙薄壁墩和承臺受力增加，原結(jié)構(gòu)配筋無法滿足增大后的受力要求，因此在中墩墩頂、墩底、承臺頂面采用增大截面法進(jìn)行補(bǔ)強(qiáng)。

綜上所述，本橋加固以體外預(yù)應(yīng)力加固為主，同時與其他兩種加固技術(shù)有機(jī)結(jié)合，并配合采用了橋面鋪裝改造、裂縫封閉與注漿［9］、對梁體表面缺陷進(jìn)行修補(bǔ)等輔助措施，以實現(xiàn)可靠、耐久的加固效果。

4 主要計算結(jié)果

對體外索的計算主要分為兩步:第一步，初始狀態(tài)模擬;第二步，在模擬狀態(tài)一、二、三下增加體外索。

4.1 計算模型

橋梁上、下部結(jié)構(gòu)均采用平面桿系單元?？紤]到施工的實際情況并結(jié)合最新橋梁檢測報告，對原結(jié)構(gòu)自重、混凝土的加載齡期和收縮徐變系數(shù)等進(jìn)行了相應(yīng)調(diào)整，并在計算中增加了由于橋梁加固而增加的結(jié)構(gòu)重力。

4.2 初始狀態(tài)模擬

通過調(diào)整有效預(yù)應(yīng)力和折減跨中部分單元的抗彎剛度，對中跨跨中撓度進(jìn)行試算，與實測撓度相比，推算橋梁的初始狀態(tài)。

通過試算，檢算下述兩種情況時中跨跨中撓度:

(1)當(dāng)跨中3個節(jié)段單元抗彎剛度降為30%，預(yù)應(yīng)力損失達(dá)到15%時，成橋后中跨跨中計算下?lián)现禐?01.5 mm，與實際下?lián)现迪辔呛?

(2)當(dāng)跨中3個節(jié)段單元抗彎剛度降為30%，中跨跨中底板束損失50%，其余預(yù)應(yīng)力束損失達(dá)到5%時，成橋后中跨跨中計算下?lián)现禐?71.6 mm，與實際下?lián)现到咏?

由此推斷本橋梁加固前的實際受力狀態(tài)即為加固設(shè)計狀態(tài)二和狀態(tài)三的初始狀態(tài)。

考慮到張拉通長束后，跨中裂縫閉合，截面剛度恢復(fù)，故加固總體計算時剛度采用0.8EI更接近實際加載狀態(tài)，因此全橋縱向計算時采用剛度折減20%作為狀態(tài)二與狀態(tài)三的初始狀態(tài)。

4.3 加固設(shè)計計算結(jié)果(表1、表2)

根據(jù)上述模擬的初始狀態(tài)，通過體外預(yù)應(yīng)力索的張拉，在恒載作用下跨中下緣的壓應(yīng)力儲備在最不利的狀態(tài)三時仍可達(dá)4.2 MPa，跨中截面受力狀況得到較大改善。在運營荷載作用下整個結(jié)構(gòu)基本上恢復(fù)至部分預(yù)應(yīng)力混凝土A類狀態(tài)。

表1 各工況梁體截面控制應(yīng)力 MPa

表2 體外預(yù)應(yīng)力鋼束控制應(yīng)力 MPa

由表2可以看出，各受力狀態(tài)最不利工況下的鋼束應(yīng)力均不超過且最大鋼束應(yīng)力幅僅為8.37 MPa。

體外索的張拉不會使箱梁豎向下?lián)隙韧耆謴?fù)。本橋張拉體外索后，中跨跨中僅上拱58 mm，與目前本橋已發(fā)生的跨中撓度相差較大。

4.4 加固效果綜合分析

橋梁加固后，雖然梁體撓度難以恢復(fù)原設(shè)計狀態(tài)，但各截面的承載能力極限狀態(tài)與正常使用極限狀態(tài)均滿足原設(shè)計規(guī)范要求。

5 施工監(jiān)控

用體外預(yù)應(yīng)力加固連續(xù)剛構(gòu)橋是一個系統(tǒng)工程，由于箱梁內(nèi)缺陷和損傷的存在，其內(nèi)力和應(yīng)力已經(jīng)發(fā)生了重分配，結(jié)構(gòu)的強(qiáng)度和剛度難以準(zhǔn)確把握，本設(shè)計只能通過現(xiàn)有的檢測數(shù)據(jù)和原始設(shè)計資料推斷結(jié)構(gòu)目前的受力狀態(tài)，而當(dāng)前狀態(tài)推斷的準(zhǔn)確與否直接影響到加固措施的實施。因此在加固施工過程中應(yīng)采取有效的監(jiān)測措施來確保結(jié)構(gòu)的安全［10］，主要監(jiān)控內(nèi)容包括主梁應(yīng)力監(jiān)控、錨固點與轉(zhuǎn)向點局部應(yīng)力監(jiān)控，中墩墩頂、墩底應(yīng)力監(jiān)控，張拉過程中裂縫監(jiān)控，主梁撓度監(jiān)控，中墩墩頂位移監(jiān)控，梁端縱向變形監(jiān)控，支點反力監(jiān)控等。通過對施工過程的全程監(jiān)測監(jiān)控，各階段加固過程中的應(yīng)力、位移同設(shè)計計算基本一致，驗證了設(shè)計計算的準(zhǔn)確性。

6 結(jié)語

該橋已于2008年完成了加固施工。根據(jù)施工過程中的監(jiān)測結(jié)果，該橋在加固過程中各主要控制截面應(yīng)力變化與理論分析值基本吻合，體外預(yù)應(yīng)力張拉對裂縫產(chǎn)生了明顯的閉合效應(yīng)，增大了跨中截面的壓應(yīng)力儲備，邊跨和中跨跨中均產(chǎn)生了一定程度的上拱，由于裂縫的閉合效應(yīng)使中跨、邊跨跨中實際上拱度(中跨跨中上拱約9 cm)略大于理論計算值，整個施工過程結(jié)構(gòu)受力符合設(shè)計預(yù)期的加固效果。

通過加固前后荷載試驗對比情況分析，進(jìn)一步驗證了施加體外預(yù)應(yīng)力與粘貼鋼板使開裂截面局部受力狀態(tài)明顯改善，結(jié)構(gòu)剛度有了較大提高，該橋所采用的加固措施是合理而有效的，對今后類似工程具有借鑒意義。

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