王 凱，胡 可

(安徽省交通控股集團有限公司，合肥 230000)

隨著無粘結(jié)體外預應力鋼束耐久性的不斷提升，體外預應力體系在20世紀70年代末開始逐漸用于混凝土橋梁建設，并在美國及歐洲部分國家得到了較大規(guī)模的工程實踐。80年代后，體外索的防腐問題得到了完善解決，體外束開始在各國被工程師廣泛應用。體外預應力因具有易檢查、可更換，預加拉力可監(jiān)測，永存應力可控等優(yōu)勢，使其在混凝土橋梁中迎來了廣泛的應用空間[1]。我國1990年建成的福州洪塘大橋引橋，31孔40 m跨預應力混凝土連續(xù)梁[2]是國內(nèi)首座采用體外預應力節(jié)段梁橋，較1978年建成的世界首座體外預應力節(jié)段梁橋Long Key Bridge[3]晚10多年。隨著節(jié)段預制安裝工藝的改善和體外預應力防腐技術的不斷提升，體外預應力節(jié)段拼裝橋梁在我國得到了較大范圍的應用，但規(guī)?；膽脧奶K通大橋[4-5]開始。

國內(nèi)外對體外預應力節(jié)段拼裝混凝土橋梁均有一定的相關研究。國外的研究主要集中在20世紀80年代90年代，國內(nèi)的相關研究從21世紀開始，鐵道部科學研究院、哈爾濱工業(yè)大學、福州大學、西南交通大、同濟大學等科研機構和高校均對其開展過一定的研究。現(xiàn)有研究主要集中在結(jié)構承載能力極限破壞過程的相關研究，包括極限承載能力、內(nèi)力重分布特點、極限過程體外束響應等[6-9]，主要的研究方法包括數(shù)值模擬和模型試驗。其中數(shù)值模擬主要開展鋼束滑移與接縫開裂模擬分析[10-11]。

已有的物理模型試驗主要采用縮尺比在1/5～1/15的縮尺模型開展相關試驗研究,但對體外預應力節(jié)段拼裝混凝土梁橋的足尺模型的研究很少。T.Takebayshi等[12]于1993年以泰國曼谷二期快速干道系統(tǒng)為依托，開展了世界上首個足尺模型試驗，該試驗以簡支梁為模型采用了全體外預應力形式，節(jié)段間接縫為干接縫構造，該試驗為簡支梁結(jié)構的研究提供了最可靠的試驗數(shù)據(jù)。在南京長江四橋引橋建設過程中，武煥陵和劉釗等[13-14]以引橋節(jié)段梁為背景，開展了1跨簡支梁實橋加載測試，對結(jié)構的使用性能開展了試驗，未開展承載能力方面的試驗研究。

針對全體外預應力節(jié)段拼裝連續(xù)梁的足尺模型試驗尚無相關研究，為了對蕪湖二橋采用的全體外預應力節(jié)段箱梁的承載能力進行全面的檢驗，驗證該結(jié)構的安全性和可靠性，本文依托蕪湖長江公路二橋引橋，開展了全體外預應力節(jié)段拼裝混凝土連續(xù)梁橋的承載能力試驗。

1 承載能力足尺模型試驗設計

1.1 背景工程

蕪湖長江公路二橋及接線是安徽省高速公路網(wǎng)規(guī)劃“四縱八橫”中“縱二”的一段，是連接蕪湖市長江兩岸的又一條快速通道，路線全長55.012 km。蕪湖二橋是我國首座采用全體外預應力節(jié)段預制拼裝混凝土連續(xù)梁橋，全線采用這種結(jié)構型式的線路長度為27.8 km。根據(jù)路線規(guī)劃的總體需求，采用了12.5 m和16.25 m兩種斷面寬度，橋梁跨徑布置分為30 m、40 m和55 m三種型式，全線節(jié)段數(shù)量總計20 034榀。3種橋跨均采用了等截面布置型式，支點位置和跨中位置的斷面型式相同，這種布置型式極大地提高了結(jié)構的標準化程度，便于節(jié)段的預制生產(chǎn)[15]。

全橋截面設計采用了統(tǒng)一的標準化設計，標準斷面如圖1所示。12.5 m寬斷面懸臂寬度為3.04 m，如圖1(a)所示；16.25 m寬斷面采用了帶肋形式，懸臂長度為4.32 m，如圖1(b)所示。4種斷面頂板厚度均采用0.22 m，底板厚度均采用0.20 m。采用斜腹板布置，腹板水平厚度為0.35 m。其中6車道的3種斷面型式頂板與腹板結(jié)構型式完全相同，只有梁高不同，極大地提高了標準化生產(chǎn)的進度。預制節(jié)段沿縱向劃分為標準段、轉(zhuǎn)向塊、錨固塊、加強塊4種型式。轉(zhuǎn)向塊設置在橋跨1/3附近，用于實現(xiàn)體外束的轉(zhuǎn)向；錨固塊布置在墩頂位置，中墩錨固段有2個錨固塊拼接而成，邊墩錨固段由一個錨固塊組成；在鄰近邊墩錨固塊位置設置一加強塊，以提高邊墩錨固塊的總體剛度。

(a)4車道-30 m跨斷面(半幅)

全體外預應力的設計與標準化節(jié)段進行配合，采用簡潔統(tǒng)一的配束形式，以減少節(jié)段類型，如圖2所示。所有橋跨均采用簡支束配置，在中墩墩頂位置采用交叉錨固，即左側(cè)鋼束錨固在橫梁右側(cè)，右側(cè)鋼束錨固在橫梁左側(cè)，既解決了鋼束錨固問題，又實現(xiàn)了橫梁的自平衡狀態(tài)，同時這種配束方式也很好地配合了逐跨架設工藝，避免了架橋機卸載后設置施工過程中的臨時預應力，提高了施工效率。

(a)40 m跨配束示意

1.2 試驗方案設計

綜合考慮試驗梁與實橋結(jié)構相似性、試驗測試內(nèi)容完備性和試驗方案經(jīng)濟性，本次試驗提出了“1跨+1/3跨”的試驗梁設計方案。主跨作為試驗的重點考察對象，1/3跨作為試驗配跨，用于實現(xiàn)支點負彎矩的試驗測試。

試驗橋主跨采用與實橋完全相同的設計，包括節(jié)段劃分、混凝土截面尺寸、預應力鋼束線形、轉(zhuǎn)向塊位置等，以實現(xiàn)與實際工程完全相同的結(jié)構設計，同時滿足極限狀態(tài)下截面理論極限抗力與實橋相同的設計目標。試驗梁由19個預制節(jié)段組成，其中懸臂段從支點起算共12.9 m長，共分為1段1.9 m長的中支座錨固節(jié)段、0.1 m長的濕接縫、2段3 m長的標準節(jié)段、1段3 m長的過渡節(jié)段和1段1.9 m長的端錨固節(jié)段，如圖3所示。懸臂段的設計實現(xiàn)了對連續(xù)梁負彎矩區(qū)的模擬要求，端部預應力錨固區(qū)的尺寸和構造與實橋梁端的錨固節(jié)段一致，以實現(xiàn)對已有模板的利用，避免新的混凝土模板的制作費用。

單位：cm

試驗采用3點加載模式，在跨中和轉(zhuǎn)向塊位置設置加載點，加載方式采用液壓千斤頂加載，千斤頂設置于橋面上，通過分配梁和拉桿與反力基礎相連，如圖4所示。反力基礎采用預埋錨梁混凝土結(jié)構，在試驗梁架設前預先施工完成。每套加載千斤頂配置一組分配梁和4根直徑40 mm的精軋螺紋拉桿，千斤頂加載位置如圖4所示。

單位：cm

2 支點負彎矩極限承載能力驗證

本橋的試驗梁采用主跨拼裝施工，1跨范圍內(nèi)所有節(jié)段先懸掛(或支撐)于架橋機主桁上，待體外預應力張拉完成后實現(xiàn)自動落架，因此本橋的一期恒載在支點位置基本不產(chǎn)生負彎矩。這種施工方式的全體外預應力節(jié)段梁在支點處的負彎矩主要由二期恒載和活載產(chǎn)生，相對較小，一般不起控制作用。故本次試驗對支點負彎矩的極限承載能力只做驗證性測試，驗證該結(jié)構的支點負彎矩的承載能力是否滿足設計要求，而不做破壞性加載。

理論分析結(jié)果表明，實橋在運營過程中荷載基本組合下的承載能力極限狀態(tài)設計最大負彎矩為-38 331 kN·m，在試驗過程中按照設計彎矩的100%進行加載。

在試驗加載過程中，主要控制斷面的位移變化曲線如圖5所示。從圖5可知，在支點斷面加載至承載能力極限狀態(tài)設計最大負彎矩的過程中，各關鍵斷面的位移隨荷載基本呈線性增長，位移變化均勻，且實測值與按照彈性計算所得的理論值較吻合。在達到設計最大負彎矩時，跨中最大豎向位移為8.0 mm，配跨端部最大豎向位移為1.8 mm，說明在支點負彎矩達到設計最大值時，結(jié)構仍處于較好的彈性狀態(tài)，尚未進入塑性狀態(tài)，其負彎矩承載能力儲備足夠。

圖5 加載過程主梁位移測試結(jié)果

支點斷面頂板上緣的應力測試結(jié)果表明，在加載過程中，頂板的應力隨著荷載的增加壓應力逐漸減小，但應力變化量較小，在達到最大負彎矩工況時支點斷面上緣的拉應力仍未超過材料的抗拉強度，主梁預制節(jié)段及接縫未出現(xiàn)裂縫?？v向應變隨著荷載的增加按線性關系變化，且實測應力與按照彈性狀態(tài)計算的理論應力吻合性較好。

支點斷面底板下緣的縱向應力變化邊跨曲線如圖6所示。從圖6可知，支點斷面底板下緣的縱向應力隨著荷載的增加，其壓應力逐漸增大，荷載-應力曲線呈線性變化。在支點最大負彎矩工況下，底板的壓應力較成橋狀態(tài)增加了4.6 MPa，此時底板的最大壓應力為6.58 MPa，且在負彎矩加載過程中底板的應變增量在橫向上分布較為均勻，結(jié)構處于良好的彈性工作狀態(tài)。

圖6 加載過程支點斷面上緣應力測試結(jié)果

綜上所述，蕪湖二橋采用的全體外預應力結(jié)構，因其恒載作用下支點負彎矩很小，較一次落架施工其支點負彎矩減小了50%，且支點位置采用了交叉錨固，施加了充足的預壓應力，即使在設計最大負彎矩對應工況下，主梁支點上緣并未出現(xiàn)裂縫，說明其支點負彎矩承載能力滿足設計要求，且支點負彎矩不是該結(jié)構設計的控制參數(shù)。

3 跨中最大正彎矩極限承載能力驗證

本試驗對跨中斷面極限承載能力進行加載試驗，并對該過程結(jié)構的響應進行測試，重點對結(jié)構的跨中位移、跨中截面應變和體外束的變化進行測試與分析。試驗荷載加載至實橋結(jié)構可能出現(xiàn)最大彎矩，基本組合下的最大設計彎矩為86 941 kN·m。

3.1 極限過程位移變化

在試驗加載過程中，跨中斷面位移的變化曲線如圖7所示。從圖7可知，在試驗加載過程中，當跨中試驗彎矩M與設計極限彎矩Md的比值M/Md<0.74時，主梁的位移變化呈現(xiàn)良好的線性變化狀態(tài)；當荷載M/Md>0.74時，荷載-位移曲線的斜率略有變化，此時結(jié)構可能在局部位置出現(xiàn)開裂，剛度略有降低；當荷載達到M/Md=0.92時，荷載-位移曲線的斜率發(fā)生了急劇變化，此時結(jié)構的裂縫發(fā)展開始加寬，結(jié)構剛度降低較為明顯；當荷載試驗彎矩M從0.92Md加載至1.0Md的過程中，荷載-位移曲線上位移的增長速率明顯增大，在此過程中隨著裂縫的不斷發(fā)展結(jié)構剛度進一步降低，但荷載-位移曲線并未發(fā)散。試驗梁在達到承載能力極限狀態(tài)下的最大設計正彎矩時，主梁跨中最大位移為78 mm，結(jié)構仍具有較好的承載能力儲備。

單位：mm

3.2 極限過程應力變化

在跨中正彎矩極限承載能力加載過程中，對主梁的應力變化進行監(jiān)測，尤其是跨中斷面的應力變化情況。為了檢測結(jié)構的開裂荷載，在底板跨接縫位置布置應變傳感器進行監(jiān)測，底板應變-荷載曲線如圖8所示。從圖8可知，在M/Md<0.65時，跨中斷面底板各測點的應變隨荷載的增加呈線性關系變化，結(jié)構均處于彈性狀態(tài)，在荷載大于0.65Md后,測點1的荷載應變曲線斜率開始變化，該點開始出現(xiàn)消壓現(xiàn)象，這與該位置接縫結(jié)構膠體的密實程度有關。在荷載達到0.74Md,測點2和測點3的曲線斜率略有變化，但不明顯，在荷載達到0.79Md時,測點1和測點2的應變突然增大，這2個位置均出現(xiàn)開裂，此時對應的荷載為結(jié)構的開裂荷載，與理論計算開裂荷載0.79Md基本一致。在荷載達到0.83Md后，測點3的應變也突然增大，發(fā)生開裂，此時底板全斷面均開裂。

圖8 正彎矩加載過程中跨底板應變測試結(jié)果

底板開裂后,頂板的縱向應變隨荷載的增加速率明顯加快，到達設計最大正彎矩時頂板實測最大應力為16.8 MPa。

3.3 極限過程體外束應力變化

極限加載過程中體外束的鋼束應力會隨荷載增加而變化，實測體外束與荷載的變化關系曲線如圖9所示。從圖9可知，體外束的應力變化曲線和主梁跨中撓度變化曲線相似，在試驗荷載達到0.92Md前，體外束應力有所增加，但增加的絕對值和增加的速率均很?。辉诤奢d超過0.92Md后，出現(xiàn)較明顯的增加。荷載達到1.0Md時，體外束的應力由成橋時的1 274 MPa增加至1 319 MPa，體外束的應力增量為45 MPa，在此過程中應力增量較小，體外束具有足夠的安全儲備。

圖9 正彎矩加載過程體外束測試結(jié)果

4 結(jié)論與建議

本文開展了全體外預應力節(jié)段梁的足尺模型試驗，通過對試驗過程中結(jié)構的位移、應變和體外束等關鍵性能指標的監(jiān)測和分析，得出以下主要結(jié)論：

1)蕪湖二橋采用全體外預應力節(jié)段梁在支點截面和跨中截面均滿足極限承載能力的要求，結(jié)構安全性能具有較好的儲備，結(jié)構設計合理。

2)對于逐跨拼裝的全體外預應力節(jié)段梁，由于其一期自重產(chǎn)生的支點負彎矩很小，故支點斷面的極限承載能力具有較高的安全儲備，一般不控制結(jié)構設計。當配束均采用交叉錨固時，支點斷面具有更好的安全儲備。

3)在跨中彎矩達到設計最大承載能力極限彎矩值時，跨中截面仍具有繼續(xù)承載的能力，此時頂板的混凝土最大壓應力為16.8 MPa，體外束的應力增量為61 MPa，與其材料的極限值相比較，均具有較大的安全儲備。

4)在采用合理的構造型式與鋼束配置狀態(tài)下，全體外預應力節(jié)段拼裝箱梁橋具有良好的承載能力，且宜維護、可檢修,是一種綜合優(yōu)勢顯著的結(jié)構型式。