唐紀(jì)祥 姜迎秋

中冶建筑研究總院有限公司 北京100088

引言

預(yù)應(yīng)力混凝土桁式組合拱橋［1］是20世紀(jì)80年代由貴州省橋梁設(shè)計(jì)院科研開發(fā)的一種受力相對(duì)合理、經(jīng)濟(jì)性較好且在當(dāng)時(shí)施工難度低的新型橋梁。從1981年至2003年建成約30多座該類型的橋梁，為20世紀(jì)80～90年代貴州山區(qū)交通做出了一定的貢獻(xiàn)。該橋梁桁架下弦與拱頂?shù)撞啃纬梢粭l連續(xù)拱形，主跨靠近拱腳位置設(shè)置多跨桁架（空腹段），多跨桁架上弦設(shè)置一處伸縮縫，整體為超靜定結(jié)構(gòu)［1］。拱頂部位為下邊緣拱形上邊緣水平的箱型梁（實(shí)腹段），該類型橋梁既發(fā)揮了拱橋的優(yōu)勢(shì)，又通過桁架減輕了橋梁自重，巧妙的延長(zhǎng)了橋梁跨度。該橋梁主跨桁架部分孔跨度大致在12～20m，拱頂位置變截面梁跨度在100m～150m。

在使用過程中發(fā)現(xiàn)，該類型橋梁存在多處薄弱環(huán)節(jié)，其中主要的缺陷位于主跨拱頂實(shí)腹段區(qū)域。該類型橋梁從主拱圈與上弦交界處，取消上弦結(jié)構(gòu)的下底板和主拱圈上頂板，由上弦的上頂板與主拱圈的下底板組成單箱三室的箱型梁。由于該類型橋梁矢跨小跨度大，導(dǎo)致拱頂位置構(gòu)件受力更近似為變截面箱型梁受力，而不是拱形構(gòu)件受力，拱頂位置構(gòu)件呈現(xiàn)出與普通預(yù)應(yīng)力混凝土箱型梁相似的損傷。箱梁拱頂?shù)装宄霈F(xiàn)橫向裂縫，側(cè)面出現(xiàn)豎向裂縫，裂縫寬度根據(jù)橋梁跨度和橋面汽車荷載情況不同而不同，拱頂位置箱梁出現(xiàn)承載能力不足的現(xiàn)象。

眾多學(xué)者和工程師針對(duì)桁式組合拱橋拱頂承載能力不足提出了不同的加固改造方案，其中包括“釋能法”［2］、橋面增設(shè)新拱圈、增設(shè)體外預(yù)應(yīng)力、增大截面及粘貼碳纖維布或鋼板等等。上述加固措施均認(rèn)為拱頂位置承載力不足的原因?yàn)楣绊斘恢门浣睿òA(yù)應(yīng)力鋼筋）不足，應(yīng)對(duì)拱頂位置鋼筋進(jìn)行補(bǔ)充，或?qū)⒐绊斘恢貌糠质芰鬟f到橋臺(tái)。橋梁結(jié)構(gòu)安全性評(píng)定過程中發(fā)現(xiàn)，實(shí)際受力模型已經(jīng)和初始未開裂結(jié)構(gòu)發(fā)生了變化。按照“完好”模型進(jìn)行評(píng)估、改造設(shè)計(jì)，不僅不能科學(xué)的評(píng)估橋梁結(jié)構(gòu)或構(gòu)件安全性，而且可能過度加固，可能增加橋梁自重，導(dǎo)致橋梁損傷繼續(xù)加重。

國(guó)內(nèi)外對(duì)開裂后混凝土梁剛度折減［3，4］進(jìn)行了深入研究，對(duì)于混凝土結(jié)構(gòu)，在長(zhǎng)期荷載作用下，受壓混凝土將發(fā)生徐變，即荷載不增加而變形卻隨時(shí)間增長(zhǎng)。在配筋率不高的構(gòu)件中，由于裂縫開展、受拉混凝土的應(yīng)力松弛以及混凝土和鋼筋的徐變滑移，使受拉混凝土不斷退出工作［5］。

剛度退化理論表明，單筋截面混凝土梁處于穩(wěn)定時(shí)，僅梁底鋼筋承受拉力，截面中和軸以上混凝土承受壓力，形成平衡狀態(tài)。當(dāng)梁底出現(xiàn)裂縫時(shí)，平衡狀態(tài)被打破?；炷亮撼霈F(xiàn)裂縫后，構(gòu)件整體剛度退化，撓度增大，截面中和軸上移，截面再次形成平衡狀態(tài)。對(duì)于整個(gè)構(gòu)件而言內(nèi)力將根據(jù)塑性情況重新分布。裂縫的開展和截面再平衡交替、協(xié)調(diào)出現(xiàn)，直至鋼筋屈曲，或因撓度增大導(dǎo)致失去承載力。在此過程中，開裂后剛度退化起到了重要作用。

桁式組合拱橋主跨進(jìn)行加固設(shè)計(jì)時(shí)，可利用剛度退化理論。桁式組合拱橋拱頂位置基本為大跨度箱型梁或T型梁，在受循環(huán)沖擊荷載作用下，或受超設(shè)計(jì)規(guī)范荷載作用下，拱頂位置箱型梁或T型梁底板出現(xiàn)橫向裂縫，側(cè)面出現(xiàn)下寬上窄裂縫。此時(shí)將已經(jīng)開裂的混凝土部分退出結(jié)構(gòu)受力工作，作為外部荷載進(jìn)行計(jì)算，裂縫的深度即為退出工作的混凝土厚度。當(dāng)主跨拱頂一定區(qū)間開始開裂形成裂縫，主跨該區(qū)域截面削弱，截面剛度發(fā)生變化，導(dǎo)致主跨其他區(qū)間與該區(qū)間進(jìn)行內(nèi)力重新分布。上述剛度減小區(qū)間主跨受力將變小，承載力部分轉(zhuǎn)移至剛度相對(duì)“變大”的區(qū)間。這種對(duì)混凝土梁內(nèi)力重分布分析，結(jié)構(gòu)內(nèi)力分布規(guī)律分析，使得主跨內(nèi)力計(jì)算更趨于科學(xué)合理。

1 工程概況

鹽津河大橋兩側(cè)方向分別為遵義、仁懷，于1995年建成，全橋立面圖見圖1。橋梁全長(zhǎng)316m，橋梁主跨采用斜拉式大節(jié)間桁架，共設(shè)9個(gè)節(jié)間，共計(jì)174m，節(jié)間長(zhǎng)度為20＋18＋15＋14＋40＋14＋15＋18＋20（m），其中40m為實(shí)腹段，實(shí)腹段跨中位置截面見圖2。上弦在主孔二、三節(jié)間之間斷開，形成斷縫，斷縫至墩頂?shù)膽冶坭旒芏伍L(zhǎng)度為38m。該橋梁主跨矢高29m，矢跨比1/6，下弦（拱）軸線為二次拋物線；遵義岸邊孔為2×16m＋2×20m連續(xù)剛構(gòu)，仁懷岸邊孔為2×16m＋20m連續(xù)剛構(gòu)。全橋布置兩個(gè)基本桁片，中距6.28m，桁片桿件基本截面為箱型，成橋后上、下弦為單箱三室組合截面。該橋梁原設(shè)計(jì)荷載為汽車-20級(jí)，掛車-100，人群荷載3.0kN/m2。

圖1 鹽津河大橋立面圖（單位：cm）Fig.1 Yanjin River Bridge facade（unit：cm）

圖2 橋梁跨中位置斷面圖（單位：cm）Fig.2 Bridge cross-center position sectional view（unit：cm）

2003年10月，重慶交通學(xué)院建設(shè)工程質(zhì)量檢測(cè)站受委托，對(duì)橋梁進(jìn)行了全面檢查和荷載試驗(yàn)。檢查發(fā)現(xiàn)拱頂實(shí)腹段出現(xiàn)嚴(yán)重?fù)p傷。箱頂板縱向開裂，最大裂縫寬度1.0mm；箱底板縱向或斜向多條裂縫，縫寬0.1～0.4mm；箱隔板桿件斷裂，節(jié)點(diǎn)連接損壞，最大裂縫超1.0mm；邊箱側(cè)壁開裂如圖3、圖4［6］所示。

圖3 實(shí)腹段邊箱內(nèi)壁內(nèi)表面裂縫分布（單位：cm）Fig.3 Distribution of inner wall cracksof solid web section side boxinner surface（unit：cm）

圖4 實(shí)腹段邊箱外壁外表面裂縫分布（單位：cm）Fig.4 Distribution of outer wall cracksof solid web section side box outer surface（unit：cm）

2 計(jì)算分析

根據(jù)《公路鋼筋混凝土及預(yù)應(yīng)力混凝土橋涵設(shè)計(jì)規(guī)范》（JTG D62—2004）及《公路橋梁承載能力檢測(cè)評(píng)定規(guī)程》（JTG/TJ21—2011）對(duì)全橋進(jìn)行計(jì)算。采用Midas Civil軟件建立了全橋三維有限元模型，其中仁懷段單元編號(hào)見圖5，70號(hào)單元為實(shí)腹段開始的單元，80號(hào)為拱頂位置單元。

圖5 單元編號(hào)圖Fig.5 Unit number diagram

根據(jù)圖紙?zhí)峁┑氖┕ろ樞颍敬斡?jì)算共分15個(gè)施工及使用階段，除考慮結(jié)構(gòu)自重、預(yù)應(yīng)力用、車輛移動(dòng)荷載、人群荷載及風(fēng)荷載外，本次計(jì)算考慮了收縮徐變以及溫度對(duì)結(jié)構(gòu)的不利影響。

在計(jì)算過程中分兩種情況進(jìn)行分析，1）不考慮構(gòu)件開裂及構(gòu)件開裂后的剛度變化導(dǎo)致的整體內(nèi)力變化。2）考慮構(gòu)件開裂及構(gòu)件開裂后的剛度變化導(dǎo)致的整體內(nèi)力變化，裂縫開裂深度大致為50mm，將梁底50mm混凝土退出工作，對(duì)單元70～單元80截面面積進(jìn)行重新布置，原有箱梁底面厚度減少50mm。同時(shí)MIDAS軟件自動(dòng)對(duì)中和軸位置進(jìn)行重新計(jì)算。

拱頂實(shí)腹段（取遵義側(cè)實(shí)腹段）彎矩值較大，按偏壓構(gòu)件校核彎矩承載力，其中不考慮剛度變化的拱頂位置構(gòu)件承載力計(jì)算結(jié)果見表1，考慮剛度變化的拱頂位置構(gòu)件承載力計(jì)算結(jié)果見表2。

表1 拱頂附近截面承載能力驗(yàn)算結(jié)果Tab.1 Results of the load capacity of the section near the vault

表2 考慮剛度退化拱頂附近截面承載能力驗(yàn)算結(jié)果Tab.2 Results of the load capacity of the section near the vault by considering stiffness deterioration

考慮剛度變化后，在短期組合下拱頂截面變形最大，跨中撓度為126.49mm。結(jié)構(gòu)自重下變形為89.63mm。經(jīng)驗(yàn)算跨中撓度仍然滿足規(guī)范要求。

根據(jù)計(jì)算結(jié)果，可采用安裝預(yù)應(yīng)力碳纖維網(wǎng)格材的方法進(jìn)行加固。碳纖維網(wǎng)格材質(zhì)量輕、強(qiáng)度高，機(jī)械安裝后與橋梁梁底緊貼，既提高了橋梁梁跨中截面的承載力，同時(shí)加固材料不會(huì)發(fā)生銹蝕，提高了加固材料的耐久性。

經(jīng)上述計(jì)算結(jié)果分析表明，1）未考慮剛度折減的情況下，拱頂位置30m范圍內(nèi)截面需要加固，而考慮了剛度折減的情況，僅拱頂位置14m范圍內(nèi)截面需要加固。通過考慮開裂后構(gòu)件剛度折減，加固范圍明顯縮小。2）未考慮剛度折減的情況下，拱頂位置截面抗力與效應(yīng)僅為0.29，而考慮了剛度折減的情況，拱頂位置截面抗力與效應(yīng)為0.66。通過考慮開裂后構(gòu)件剛度折減，加固量明顯縮小。3）考慮了剛度折減的情況，拱頂位置跨中撓度仍然滿足規(guī)范要求，剛度折減未導(dǎo)致構(gòu)件出現(xiàn)撓度增大而不滿足規(guī)范要求的情況。

考慮剛度折減不能忽視目前現(xiàn)有完損情況。在反復(fù)荷載作用下，現(xiàn)有完損可能繼續(xù)破壞，導(dǎo)致橋梁裂損繼續(xù)加劇。也應(yīng)控制反復(fù)荷載的強(qiáng)度和頻率，降低強(qiáng)度和頻率均有利于橋梁拱頂位置安全性。

3 結(jié)語(yǔ)

通過考慮開裂后拱頂混凝土部分混凝土退出工作，剛度自然退化，有效的降低了桁式組合拱橋拱頂位置的加固范圍及加固量。對(duì)加固桁式組合拱橋拱頂位置構(gòu)件承載力不足有一定的實(shí)際意義。