毛 錚，劉 龑，李 波

(1.蘇州市公路管理處， 江蘇 蘇州 215004； 2.中設設計集團股份有限公司， 南京 210000； 3.江蘇省道橋管養(yǎng)技術與應用工程研究中心， 南京 210000)

目前體外預應力法常用于大跨徑的預應力混凝土橋[1-4]，加固中體外預應力束的錨固結構大多設置于中墩橫梁上，該處由于橫梁的存在，錨固結構設計較為簡單，受力上基本都能滿足結構要求。除錨固系統(tǒng)外，轉向系統(tǒng)是唯一讓主梁與預應力受力結構有聯(lián)系的構件[5-8],它不僅承擔著體外索的轉向功能，同時還是預應力束效應作用在主梁上最重要的傳導體。轉向系統(tǒng)的主要構造有肋板式和橫隔板式[9]，在材料上主要采用鋼筋混凝土，如圖1所示?；炷翗嬙斓睦甙迨睫D向構件體積較小，與原結構間的錨固力一般，用于轉向力較小的情況。混凝土橫隔板轉向塊體積較大，通過植筋與頂?shù)装逑噙B，在體外預應力作用下形成了受壓支柱，承載能力較強，一般僅有豎彎時采用肋板式轉向塊，在有較大橫彎時采用橫隔板式轉向塊。

(a) 肋板式轉向系統(tǒng)立面

(b) 肋板式轉向系統(tǒng)平面

混凝土轉向系統(tǒng)的問題在于自重較大，以橫隔板式轉向系統(tǒng)為例，單個轉向塊達到3.2 m3混凝土，單個斷面(以2個計算)的自重增加16 t，對結構形成了較大的負擔。

鑒于此，筆者提出了一種優(yōu)化設計的鋼結構轉向體系，同時利用目前新型的自切底型后錨固系統(tǒng)，將體外束系統(tǒng)與原結構相連。

1 鋼轉向器的設計思路

轉向器選取常用直徑為15 cm左右、壁厚6 mm～10 mm的微彎鋼管，為了能夠預留出較大的調節(jié)空間，采用套管形式，在正常的微彎鋼管外套一個直徑略大，為40 mm～50 mm的鋼管，用來調節(jié)施工誤差，外套管與承力板焊接成整體。

承力板在橫橋上一般布置寬度80 cm～120 cm，為減少自重，中部可將部分區(qū)域挖空；縱橋上，根據(jù)轉向需求，承力板最大不超過50 cm設置1道。

后錨固系統(tǒng)采用自切底型機械錨栓，其具有自切型的機械鎖鍵效應，相較于模擴孔錨栓不需要專門的擴孔鉆頭，安裝方便，性能可靠，旋緊到安裝扭矩時，即可保證安全性。在長期荷載、循環(huán)荷載以及地震作用下的抗拉、抗剪能力均可達到規(guī)范要求。在受力特性上，自切底的機械錨栓在發(fā)生位移后，并不是直接破壞，從產生位移到破壞，存在一個由升到降的變化過程，在荷載達到最大值74.5 kN后，其變形從10 mm發(fā)展至30 mm時，錨栓與混凝土的連接才破壞，說明其延性顯著好于膨脹型錨栓，如圖2所示。

(a) 膨脹型錨栓

(b) 擴張底錨栓

(c) 自切底錨栓

(d) 化學錨栓

2 工程案例

2.1 體外預應力加固方案

某橋建成于2003年9月。全橋長為822 m，正交，橋跨布置為(17×20)m+(40+70+40)m+(17×20)m。主橋為變高度預應力混凝土連續(xù)箱梁，引橋為預應力混凝土空心板梁。

在日常橋梁定期檢測中，本橋技術狀況評分73.86，為3類橋梁，主橋發(fā)現(xiàn)多個塊段腹板存在斜向裂縫，且縫寬超限。同時，本橋除腹板斜裂縫外，主跨橋面線形不平順，疑似存在下?lián)犀F(xiàn)象。

鑒于本橋的主要病害有主跨下?lián)霞案拱逍绷芽p等，增設體外預應力束能夠較好地抑制結構下?lián)霞敖Y構裂縫的進一步發(fā)展。

結合計算及箱梁內部構造，在箱梁主跨每個箱室內布置4根12Φj15.24鋼束，錨下張拉控制應力為1 116 MPa。預應力束采用環(huán)氧噴涂鋼絞線及可復張錨具，轉向器采用集束型轉向器。轉向塊及錨固塊采用Q420鋼構件焊接而成，其與橋梁混凝土結構采用機械高強度的M16、M20等自切底錨栓進行連接。4根體外預應力鋼束中，分為TWS-1及TWS-2兩種束型，TWS-1在跨中2#塊端頭彎起，以控制主跨2#塊的主拉應力，錨固在2個中隔板上；TWS-2在3#塊端頭彎起至2#塊端頭，以控制3#塊截面主應力。為避免索體產生較大的振動，在自由段設置減振裝置。總體布置如圖3所示。

A轉向塊僅需承擔1根鋼束，轉向角度為9°，轉向力可控，因此在頂板梗腋處設置一個長160 cm，截面約80 cm×70 cm的轉向塊，轉向塊與箱梁頂、腹板間采用后錨固錨栓連接；B轉向塊由于存在2根鋼束在一個截面同時轉向，采用較為復雜的肋板式轉向體系，如圖4所示。

單位：cm圖3 體外束加固設計方案Fig.3 A reinforcement design scheme of external prestressed tendon

(a) A轉向塊

(b) B轉向塊

2.2 轉向塊有限元仿真計算

采用三維有限元對受力最為不利的轉向塊A及轉向塊B進行了驗算[10-12]，鋼板采用板殼單元模擬，邊界條件上，將每個錨栓與箱梁之間的連接設置為鉸接，約束其XY三向的位移。三維模型如圖5所示。

轉向力通過均布荷載施加于轉向管中，每個鋼管施加F張拉力×sin Δ的徑向力，對于轉向塊A徑向力取277.1 kN，轉向塊B取315.8 kN及212.1 kN。

2.2.1 新增鋼轉向塊局部應力及變形計算分析

(a) 轉向塊A

(b) 轉向塊B

對轉向塊在最不利荷載作用下的最大等效應力(Von-Mises 應力)、最大位移進行計算分析，施加作用力包括鋼轉向塊自重、體外束徑向力分力和鋼轉向塊區(qū)段鋼束自重，計算結果如圖6所示。

分析圖6可知：

1) 轉向塊A的最大Mises應力為86.8 MPa，應力遠小于Q420鋼材的設計強度380 MPa，最大變形為0.21 mm，結構處于彈性變形階段，轉向塊強度和剛度均滿足規(guī)范要求。

2) 轉向塊B的最大Mises應力為43.6 MPa，應力遠小于Q420鋼材的設計強度380 MPa，最大變形為0.12 mm，結構處于彈性變形階段，轉向塊強度和剛度均滿足規(guī)范要求。

2.2.2 新增轉向塊錨固計算

錨栓錨固力計算結果如圖7所示。根據(jù)有限元計算結果，轉向器A的最不利錨固節(jié)點為頂板錨栓受拉，最大內力為16 kN；轉向器B的最不利錨固節(jié)點為頂板錨栓受拉，最大內力為9.0 kN。

依據(jù)GB 50367—2013《混凝土結構加固設計規(guī)范》[13]進行錨固受彎、受剪承載能力計算。錨栓鋼材受拉承載能力設計值為65.2 kN，新增轉向塊A、B的錨固受拉能力遠遠高于設計拉力，滿足規(guī)范和工作要求。

(a) 轉向塊A的Mises應力云圖

(b) 轉向塊A的變形云圖

(c) 轉向塊B的Mises應力云圖

(d) 轉向塊B的變形云圖

(a) 轉向塊A的錨栓拉拔力分布

(b) 轉向塊B的的錨栓拉拔力分布

3 結束語

本文對當前體外預應力加固中的轉向塊設計現(xiàn)狀進行了闡述，結合實際工程提出了一種能夠大幅減輕自重的鋼結構轉向體系，通過精細化的有限元分析，主要得到如下結論：

1) 由于沒有豎肋的作用，轉向器A變形及錨栓受力均大于轉向器B，因此在體外束轉向較大的情況下，盡量采用B型轉向體系。

2) 所有體系中，鋼結構中最大應力均發(fā)生于與混凝土接觸的錨固板處，在設計時應進行局部鋼板加厚處理。

3) 新設計鋼轉向器整體結構處于彈性階段，具有較高的安全儲備，能夠保證體外預應束有效應力的傳遞。