沈青青

(新疆交通規(guī)劃勘察設計研究院有限公司， 新疆 烏魯木齊 830000)

由于設計或施工不足，早期修建的預應力砼連續(xù)剛構橋常出現(xiàn)跨中梁體下?lián)稀㈩A應力損失及梁體裂縫等病害，如何有效對病害橋梁進行加固成為急需研究的重要課題。目前，針對跨中梁體下?lián)虾土旱琢芽p等常見病害的修復展開了大量研究，如程煒等對預應力砼連續(xù)剛構橋主橋箱梁采用增加腹板厚度+體內預應力的方法提高結構剛度，并對頂、底板縱向裂縫采用粘貼碳纖維布等進行處治，加固效果明顯；姚國文等通過對交界墩糾偏、增大端橫梁截面、更換支座等措施解決了端橫梁病害，且加固效果滿足橋梁使用要求；呂宏奎采用更換底板、重新布設預應力鋼束的恢復結構完整性方案處治連續(xù)剛構橋底板崩裂問題，加固后橋梁結構強度、剛度均滿足設計荷載要求；王若谷等研究了腹板參數(shù)對增設中腹板的連續(xù)剛構橋加固方法的影響，發(fā)現(xiàn)選取相對較薄的單腹板，在適量增加鋼束用量的情況下進行加固效果較好。由于橋梁病害的形成原因較復雜且影響因素較多，在對病害橋梁進行加固前需針對病害成因進行分析與判斷，從而設計最合理的加固方案。該文以某連續(xù)剛構橋為例，針對其病害情況及成因設計更換部分橋面鋪裝、增設體外預應力鋼束、修復裂縫的加固方法，并運用有限元軟件對加固效果進行模擬分析。

1 工程概況

1.1 橋梁結構

某預應力砼連續(xù)剛構橋跨徑布置為45 m+75 m+75 m+45 m，全長240 m，橋面總寬25 m，單幅橋面寬11.5 m，左右幅橋梁間隔2 m，橋面兩側設置0.5 m防撞護欄。雙向六車道，最高行駛速度為100 km/h，橋面橫坡為2%。主梁采用單箱單室變截式連續(xù)箱梁，支點處梁高4.8 m，跨中處梁高2.2 m，底板寬5.8 m，支點處厚70 cm、跨中處厚25 cm，頂板厚30 cm，腹板支點處厚50 cm、跨中處厚30 cm。下部結構采用薄壁柔性墩、直徑為0.5 m的鉆孔灌注樁，樁間距1.5 m。橋梁總體布置見圖1。

圖1 連續(xù)剛構橋總體布置(單位：m)

1.2 病害分析

該橋正常運營7年后，對其結構進行質量檢測，結果顯示：箱內體外預應力損失較大；橋面鋪裝損壞嚴重；主梁腹板、頂板及梁底均出現(xiàn)大量裂縫，部分裂縫已沿腹板延伸至翼緣根部，最大寬度達0.5 mm；主梁跨中下?lián)犀F(xiàn)象明顯(見圖2)。通過對設計資料及檢測資料進行敏感性分析，初步判定該橋出現(xiàn)病害的主要原因為車流量及重載車輛的增加增大了結構受力、原設計結構預應力偏低、原設計對砼收縮徐變和溫度作用考慮不足。

圖2 橋梁主要病害情況

1.3 加固方案

為保證橋梁達到運營要求，同時從施工難易程度、運營風險及方案可行性等方面考慮，采用更換部分橋面鋪裝、增設體外預應力鋼束及修復裂縫的方法對該橋進行加固，提高其穩(wěn)定性及承載能力。具體方法如下：

(1) 在箱內增設體外縱向預應力鋼束，橫向同時設置4束預應力鋼束，邊、中跨箱梁分別采用12φs15.2 mm和19φs15.2 mm預應力鋼束，預應力鋼束的標準抗拉強度為1 860 MPa，張拉控制應力為0.6 MPa。預應力鋼束增設位置見圖3。

圖3 預應力鋼束增設位置(單位：cm)

(2) 采用填充灌注膠的方法修復箱梁處寬度大于0.15 mm的裂縫，涂刷樹脂膠修復寬度小于0.15 mm的裂縫，同時在箱梁邊、中跨合龍段底板和腹板內側粘貼鋼板條進行加固(見圖4)。

圖4 箱梁鋼板條粘貼位置(單位：cm)

(3) 清除橋面原瀝青砼鋪裝層，在1#～3#主墩墩頂兩側增鋪長度為10 m的縱向鋼筋網(wǎng)，再鋪設厚度為9 cm的新瀝青砼層。

2 建立模型

以原設計參數(shù)為依據(jù)，運用軟件MIDAS/Cilvi建立該橋有限元數(shù)值模型，對加固前后主梁結構的砼應變及撓度進行計算分析。計算過程中假定鋼筋與砼間黏結良好，不考慮相對滑移作用；鋼板視為完全線彈性材料，鋼筋考慮為理想塑性，不考慮膠層的影響。主梁、橋墩均采用梁單元模擬，共包含206個單元和278個節(jié)點(見圖5)。

圖5 全橋有限元模型

考慮偏心加載和對稱加載2種情況，模擬6輛重載貨車通行荷載，平均荷載為350 kN。計算截面選取左、右幅橋梁跨中位置2個截面，對加固前后該截面箱梁內1#～20#測點的砼應變及主梁頂部Ⅰ～Ⅹ號測點的撓度進行計算分析。加載方式及測點位置見圖6。

圖6 加載方式及測點位置示意圖(左幅橋梁)

3 計算結果與分析

3.1 對稱加載加固效果分析

運用有限元軟件建立對稱加載方式下連續(xù)剛構橋計算模型，對加固前后主梁結構砼應變及撓度進行對比分析。

3.1.1 砼應變

經(jīng)計算，對稱加載方式下左幅橋梁跨中截面各測點的砼應變均大于右幅橋梁，說明左幅橋梁受病害影響比右幅橋梁嚴重。加固前后左幅橋梁跨中截面1#～10#測點的砼應變見圖7。

圖7 對稱加載方式下加固前后左幅橋梁跨中截面1#～10#測點的砼應變

由圖7可知：采用上述加固方案對橋梁進行維修后，對稱加載方式下左幅橋梁跨中截面各測點的砼應變均不同程度減小，1#～10#測點的砼應變分別減小22.3%、22.1%、23.5%、22.7%、21.8%、7.1%、13.9%、17.4%、18.1%和7.6%。說明該加固方案可降低橋梁的砼應變，大幅提升結構的縱向剛度，從而改善橋梁的整體安全性能。

3.1.2 結構撓度

經(jīng)計算，對稱加載方式下左幅橋梁跨中截面的下?lián)戏缺扔曳鶚蛄捍?，說明左幅橋梁結構變形比右幅橋梁大。加固前后左幅橋梁跨中截面Ⅰ～Ⅴ號測點的撓度見圖8。

圖8 對稱加載方式下加固前后左幅橋梁跨中截面Ⅰ～Ⅴ號測點的撓度

由圖8可知：采用該加固方案對橋梁進行維修后，左幅橋梁跨中截面Ⅰ～Ⅴ號測點的撓度下降明顯，分別減小21.5%、19.3%、22.5%、26.5%和23.6%。說明該加固方案可大幅降低橋梁跨中截面的下?lián)戏?，防止橋梁結構變形過大。

3.2 偏心加載加固效果分析

運用有限元軟件建立偏心加載方式下連續(xù)剛構橋計算模型，對加固前后主梁結構的砼應變及撓度進行對比分析。

3.2.1 砼應變

經(jīng)計算，偏心加載方式下加固后左、右幅橋梁跨中截面各測點的砼應變均減小，其中左幅橋梁跨中截面1#～10#測點的砼應變見圖9。

圖9 偏心加載方式下加固前后左幅橋梁跨中截面1#～10#測點的砼應變

由圖9可知：偏心加載方式下，加固前左幅橋梁跨中截面的最大砼應變?yōu)?6 με，加固后為70 με，下降約27.1%。說明該加固方案在偏心加載方式下可降低橋梁的砼應變，提升橋梁結構的縱向剛度。

3.2.2 結構撓度

經(jīng)計算，偏心加載方式下加固后左、右幅橋梁跨中截面各測點的撓度均大幅減小，其中左幅橋梁跨中截面Ⅰ～Ⅴ號測點的撓度見圖10。

圖10 偏心加載方式下加固前后左幅橋梁跨中截面Ⅰ～Ⅴ號測點的撓度

由圖10可知：偏心加載方式下，加固前左幅橋梁跨中截面的最大撓度為50.7 mm，加固后為37.6 mm，下降約25.8%。說明該加固方案在偏心加載方式下可降低橋梁的結構撓度，有效控制橋梁整體結構變形。

4 結論

(1) 對稱加載和偏心加載方式下左幅橋梁的砼應變及撓度均大于右幅橋梁，說明左幅橋梁的受損程度較大，右幅橋梁的受損程度較小。

(2) 對稱加載方式下，加固后左幅橋梁的砼應變減小7.1%～23.5%，結構撓度減小19.3%～26.5%；偏心加載方式下，加固后左幅橋梁的最大砼應變減小約27.1%，最大結構撓度減小約25.8%。說明該加固方案在2種加載方式下均可降低橋梁的砼應變和撓度，提升橋梁結構的縱向剛度，降低整體結構變形。