李進力

（石家莊市交通勘察設計院 石家莊 050091）

隨著我國交通事業(yè)的飛速發(fā)展，交通量迅猛增加，部分高速公路橋梁使用已經20年，在未來的10～20年內，我國必將提前迎來大范圍的橋梁老化現象。橋梁病害明顯增加，舊橋加固將是維護橋梁正常使用、延長橋梁使用壽命的重要手段。筆者以國內首例對部分預應力混凝土I型梁及現澆橋面板組合結構的大規(guī)模實體破壞性試驗為工程依托［1］，對比實體梁加固前后試驗結果，分析研究碳纖維加固梁體的效果，總結碳纖維加固梁體的特點和適用情況。

1 單梁的實體破壞性試驗

1.1 試驗背景

河北省京石高速公路某特大橋下部基礎為鉆孔灌注樁，上部為部分預應力混凝土連續(xù)I梁及現澆橋面板，已運營18年。隨著重載車輛日益增多，橋梁出現了較為嚴重的病害。主梁跨中出現大量豎向裂縫，其中有部分U形貫通裂縫，約占裂縫總數的20%，裂縫寬度達0.20mm，部分超過了規(guī)范規(guī)定的限值。

本研究通過自行設計的反力框架加載裝置，對拆除的舊梁進行了現場破壞性試驗，試驗梁均為中跨中梁。通過試驗，獲得損傷主梁在試驗荷載下的響應特征，取得代表性的試驗結果，包括荷載－位移關系、剛度衰減、裂縫開展以及破壞形態(tài)等。

1.2 單梁的破壞性試驗終止條件

試驗裝置、主梁吊裝及儀表安裝、接線等準備工作完成后，進行了4片組合梁的單梁破壞性加載試驗。由于單梁極限承載力試驗受到時間限制，沒有以主梁混凝土鋼筋材料拉斷為終止破壞條件，而是通過觀測裂縫的開展以及梁體變形情況作為終止。具體如下：

（1）單點加載噸位每提高10kN，主梁跨中撓度增加1cm以上，局部混凝土出現壓潰縫。

（2）裂縫開展到I型梁翼緣，跨中主裂縫寬度大于0.35mm，主拉應力裂縫開展至翼緣。

1.3 試驗結果

第一片梁試驗期間，南千斤頂油泵出現異常，試驗中僅北千斤頂單點加載，結果未予分析。其他3片梁均全程2點加載，單點最大加載噸位分別為429.6，447.0，436.0kN。經修正后的跨中與L／4處的結果分析如下。

1.3.1 荷載－位移關系

將3片主梁跨中的荷載－位移曲線繪制在同一散點，見圖1。由圖1可見不同損傷狀況的主梁變形情況。3片梁的荷載－位移曲線基本一致，其中，第二片梁初始缺陷最嚴重，相應的荷載－位移位于最下方，但在跨中變形達8cm之前，相同荷載下的跨中位移差不超過15%。

從對預應力混凝土梁的破壞過程分析來看，預應力混凝土梁在荷載作用下的變形過程仍然可分成3個階段，即彈性階段、彈塑性發(fā)展階段和屈服階段。由于預應力的施加，預應力混凝土梁的彈性階段較鋼筋混凝土梁的彈性階段明顯延長。

圖1 荷載－位移曲線

由于主梁已經存在較嚴重的裂縫缺陷，加上前期加載步較大，圖中未見梁體明顯的彈性階段與彈塑性發(fā)展階段的界限點，試驗過程中僅捕捉到裂縫重新開展的加載噸位，見表1。

表1 試驗梁重裂荷載

1.3.2 變形曲線演化過程

第二、第三、第四片梁在加載過程中的變形演化曲線見圖2～4。

圖2 第二片梁變形演化曲線

圖3 第三片梁變形演化曲線

圖4 第四片梁變形演化曲線

在單點最大加載噸位（429.6，447.0，436.0 kN）下跨中極限變形分別為12.65，11.50，12.35 cm，卸載后殘余值為2.32，1.90，2.15cm。初始缺陷最輕的第3片梁，在最終加載噸位最大的情況，其殘余值最小。

1.3.3 剛度退化

隨著荷載增加，裂縫數量不斷增加，寬度與長度不斷開展，結構剛度逐漸退化。用參數K來衡量結構剛度

式中：Pi為第i級荷載；Δi為第i級荷載下的跨中位移。

設每片梁最大剛度與最大變形為1，對剛度衰減曲線作歸一化處理后得到3片主梁的剛度退化曲線，見圖5～7。

圖5 第二片梁剛度衰減曲線

圖6 第三片梁剛度衰減曲線

圖7 第四片梁剛度衰減曲線

加載完畢后，第二片梁的剩余剛度為初始剛度的24.0%，加載完畢后，第三片梁的剩余剛度為初始剛度的23.6%，加載完畢后，第四片梁的剩余剛度為初始剛度的28.0%。

1.3.4 試驗梁破壞極限承載力評價

通過上述加載試驗，得到最大加載噸位下的抗彎承載力。盡管測試的是簡支狀態(tài)下單梁的極限承載能力，但仍可根據彎矩等效原則對跨中梁的承載能力做出評價。

試驗中簡支狀態(tài)下組合梁跨中自重彎矩為958.5kN·m，3片梁的最大抗彎承載力實測值與抗彎極限承載力設計值見表2。

表2 試驗梁最大抗彎承載力及設計極限承載力

由表2可見，主梁實測抗彎極限承載力均可以達到設計值，且為設計極限承載力的1.5倍左右。由于實測過程受壓區(qū)混凝土尚未完全破壞，主梁也未完全喪失承載能力，故該比值為較保守系數，主梁的破壞極限承載力相對設計值有較高的安全儲備［2］。

1.3.5 試驗梁變形能力評價

最大加載噸位下3片梁的極限變形值及殘余值見表3。

由表3可見，在約為設計承載力1.5倍的試驗荷載作用下，主梁極限變形值均在11cm以上，卸載后殘余變形在2cm左右，說明主梁的延性較好，且尚具有一定的彈性。

2 碳纖維加固梁體試驗

2.1 加固方案

碳纖維加固梁體是橋梁加固的常用方法，在以前的試驗研究中大多采用小尺寸的混凝土構件，存在一定的尺寸效應，為了更為實際地研究這種方法對梁體的加固效果，對與破壞性試驗梁的初始狀態(tài)相似的梁體進行加固，再進行破壞試驗，對比試驗前后的結果，確定梁體采用碳纖維加固后的真實效果。

加固施工過程依照《公路橋梁加固施工技術規(guī)范》［3］執(zhí)行，加固方案見圖8。

圖8 碳纖維加固主梁橫斷面

然后對采用碳纖維加固并達到粘結強度的主梁進行加載試驗。

2.2 試驗結果與分析

2.2.1 荷載－位移對比曲線

表4為試驗荷載下的主梁跨中位移值記錄表，將原梁及粘貼碳纖維后的試驗荷載－位移曲線繪于同一散點，見圖9。

表4 試驗跨中位移數據記錄

圖9 粘貼碳纖維加固梁與原梁荷載－位移對比曲線

由圖9可見，粘貼碳纖維加固梁的荷載－位移曲線與原梁的曲線線型基本一致，承載能力未見明顯提高，剛度幾乎保持不變，但粘貼后增強了主梁的延性［4］。

2.2.2 裂縫開展分析

加載結束時，主要裂縫寬度在0.18～0.22 mm范圍內，較原梁破壞的裂縫相比，裂縫形態(tài)基本一致，但裂縫數量較原梁多，裂縫寬度較原梁小，比較細密。

2.2.3 梁體剛度變化

加固梁與原梁的損傷情況基本一致。取三片原梁在正常使用極限狀態(tài)下（跨中位移L／600）對應的梁體剛度平均值作為加固前主梁剛度代表值（單位為kN／cm）。

第二片梁：K01＝＝69.1；第三片梁：K02＝＝74.2；第四片梁：K03＝＝67.3，三片梁剛度的平均值為ˉK0＝70.2。

通過對粘貼碳纖維加固后的試驗梁進行加載試驗，可以得到，主梁剛度＝68.2kN／mm，對主梁正常使用極限狀態(tài)下剛度幾乎沒有任何改善［5］。

2.2.4 承載力提高率

加固前主梁正彎矩承載力R＝3 076.5 kN·m，通過碳纖維加固及相應加固后下的承載力計算可知，粘貼2層碳纖維加固后，跨中正彎矩承載力＝3 219.7kN·m，承載力提高率μ＝－1）×100%＝4.65%。

3 結論

在實體梁的破壞性試驗基礎上進行加固試驗，消除了尺寸效應，結論更加切合實際。

（1）試驗表明，粘貼碳纖維加固梁的荷載－位移線基本與原梁的曲線線型基本一致，承載能力未見明顯提高，剛度幾乎保持不變，但粘貼后增強了主梁的延性。

（2）雖然碳纖維加固技術操作簡便、抗拉極限強度高、耐腐蝕等優(yōu)勢一度受到橋梁加固業(yè)內的推崇［6］，但實踐證明，粘貼碳纖維加固抗彎構件并不十分理想，尤其是對粘貼面積有限的預應力I梁或T梁結構，加固后原結構正常使用狀態(tài)下的剛度幾乎不會發(fā)生改變，對承載力的提高也十分有限。

［1］舒國明，尚新鴻.基于實體破壞性試驗的橋梁梁體極限承載力評價的研究［J］.公路，2010（7）：54－59.

［2］劉桂君.基于破壞性試驗部分預應力T梁極限承載力研究［J］.交通建設與管理，2010（6）：86－89.

［3］JTG／T J23－20080公路橋梁加固施工技術規(guī)范［S］.北京：人民交通出版社，2008.

［4］鄭栩鋒.滹沱河特大橋實體試驗的橋梁加固研究［J］.交通世界，2010（8）：114－115.

［5］崔穎輝.特大橋的單梁實體性試驗及性能評價［J］.交通標準化，2010（6）：72－74.

［6］蘇德俊，何憲禮，胡 萍.橋梁加固的主要方法及應用［J］.交通科技，2005（6）：60－61.