王 樂，蔣 鵬，耿 棟

（安徽省公路工程檢測中心橋梁與隧道工程檢測安徽省重點實驗室，安徽 合肥 230051）

1 項目概述

某獨塔雙索面混合梁斜拉橋跨徑布置為（30+68+140）m，上跨引江濟淮航道。橋梁標準橋寬43 m，橋面為雙向六車道，兩側布置人行道、非機動車道，主橋主梁采用混合式疊合梁，主跨共計128 m長度范圍內主梁為鋼混疊合梁，其余98 m邊跨及主跨12 m長部分共計110 m長度范圍內主梁為預應力混凝土梁。疊合梁由兩側鋼邊箱、鋼橫梁、鋼托架、鋼小縱梁及混凝土橋面板組成。預應力混凝土梁段為邊主梁縱橫梁體系，橫梁標準間距為3.5 m。主塔采用H形造型，采用鋼筋混凝土結構，塔梁固結，塔高80 m，上下塔柱為單箱單室截面；主跨拉索間距10.5 m，邊跨拉索間距7 m，全橋共24對48根。邊跨混凝土主梁采用現澆C50混凝土，為預應力混凝土邊主梁結構，全長97.9 m，伸入中跨12 m。在斜拉索錨固處及斜拉索中間均設有一道橫梁，間距為3.5 m。邊跨主梁標準截面距梁端54.4 m范圍內中間頂板厚60 cm，矩形邊主梁寬3.0 m；距梁端54.4～94.4 m范圍內中間頂板厚45 cm，矩形邊主梁寬3.0 m；在輔助墩及塔梁交接處邊主梁加寬至4.0 m。砼梁高為2.7 m。設計荷載：城-A級。主橋縱向布置示意圖如圖1所示。

圖1 主橋縱向布置示意圖（單位：m）

2 靜載試驗

基于成橋竣工圖紙，利用MIDAS/Civil建立橋梁有限元模型，根據分析結果確定加載車輛及布置位置、各試驗工況的控制值及模態(tài)參數。

2.1 主要試驗工況

通過有限元計算分析，確定在設計荷載作用下的內力（或位移）最大值所在截面，并將其作為控制截面，由此確定8個主要內力（或位移）控制截面。受篇幅限值，本文以主跨、次邊跨為研究對象，分別代表鋼縱梁、混凝土縱梁部分，分析在試驗荷載作用下的結構承載能力。具體加載工況試驗效率見表1。主橋試驗工況布置圖如圖2所示。

表1 主橋靜載試驗效率系數（以南側縱梁控制）

圖2 主橋試驗工況布置圖（單位：cm）

2.2 測點布置

2.2.1 應變測點

依據JTG/T J21—2011《公路橋梁承載能力檢測評定規(guī)程》的有關規(guī)定，在主跨L/4、L/2處及邊跨L/2處布置撓度測點，且沿南北兩側均布置測點；考慮到偏載沿南側加載，故在5#墩處南側索塔頂部設反光棱鏡進行索塔縱向位移測量；主跨鋼縱梁、次邊跨混凝土縱梁（以南側為主）布置應變測點，具體如圖3、圖4所示。

圖3 工況1主梁控制斷面應變測點布置示意圖（單位：cm）

圖4 工況2箱梁控制斷面應變測點布置示意圖（單位：cm）

2.2.2 撓度（位移）測點

塔頂位移采用全站儀進行檢測，以南側主塔頂部設置棱鏡；橋面撓度測量則采用精密水準儀進行各測點的撓度測量，具體在各控制截面處的南側、北側均設置撓度測點。

2.3 靜載試驗結果

2.3.1 應變檢測結果各工況下的應變檢測數據及分析結果見表2。

表2 各工況試驗荷載作用下應變檢測數據 單位：με

以較為典型的第6跨最大正彎矩截面A為例，繪制在工況1試驗荷載作用下的應變-梁高關系曲線圖，如圖5所示。

圖5 工況1作用下第6跨最大正彎矩A截面應變沿高度分布圖

根據以上曲線圖分析，在城-A級等效試驗荷載作用下鋼縱梁A截面應變沿腹板呈線性分布，基本符合平截面假定。

由以上應變數據可以看出：在等效試驗荷載作用下，各控制截面的實測應變與理論應變的變化規(guī)律基本一致，且實測值均小于理論值；應變校驗系數在0.61～0.92之間，與同類型橋梁的實測結果基本相同，符合規(guī)范要求。

2.3.2 撓度（位移）檢測結果

各工況下的撓度（位移）檢測數據及分析結果見表3。

表3 各工況試驗荷載作用下撓度（位移）檢測數據 單位：mm

根據以上實測結果，可以看出主跨及次邊跨橋面撓度校驗系數在0.85～0.92范圍內，各工況荷載作用下實測最大撓度為102.38 mm，小于規(guī)范限值L/400（350.00 mm）；且經過各工況下的循環(huán)加卸載作用，結構產生的撓度能得到恢復，說明結構處于彈性工作狀態(tài)，滿載幅值及彈性恢復情況滿足相關規(guī)范要求。

2.3.3 索力檢測結果

采用頻譜法檢測斜拉索索力，測試C斷面拉索（編號M6）在工況1作用下滿載實測結果和理論計算值，結果表明拉索索力增量校驗系數為0.62～0.65，略小于應變、撓度校驗系數，可能受拉索防護套對檢測的影響有關。M6拉索索力增量實測數據見表4。

表4 M6拉索索力增量實測數據

3 動載試驗

3.1 自振頻率

橋梁結構在接近白噪聲的自然環(huán)境（如地脈動、風、水流等）震源影響下，會產生隨機振動，利用測得橋上的這種微小隨機響應信號，通過頻譜分析得出該橋的自振頻率（固有頻率）、阻尼比和振型等。自振頻率反應力結構的剛度、質量分布和約束條件情況，通過定期檢測自振頻率的變化可以反映結構是否存在剛度減?。〒p傷、開裂）、支座退化等病害。

本次橋梁模態(tài)試驗將測點布置在邊跨四分點位置、次邊跨六分點位置、主跨十分點位置（支點除外，下同），具體布置在機動車道南北兩側，共有34個速度傳感器測點，依次從小樁號側向大樁號側編號為1#（1'#）～17#（17'#）測點，共34個測點，考慮到傳感器數量的限制，現場測試時進行分組測試。

對模態(tài)振動信號進行模態(tài)分析，可以確定相應的自振頻率、阻尼比和振型等，表5列舉了前三階模態(tài)分析結果。

根據表5，前三階實測主頻和理論計算值對比可以看出，實測各階自振頻率值均大于理論計算值，主橋實測頻率與理論頻率之比fmi/fdi在1.01～1.09之間，略大于理論剛度，表明橋梁結構整體剛度較好。

表5 主橋實測自振頻率與理論計算自振頻率比較表

3.2 沖擊系數

行車試驗荷載采用1輛試驗車分別以車速為20、30、40、50、60 km/h不同車速通過橋跨結構，測試主要控制截面處動撓度情況，整理出不同速度下的時程響應曲線，最后計算相應的實測沖擊系數。受篇幅限值，列舉60 km/h行車時跨中動撓度時程曲線圖，如圖6所示。

圖6 60 km/h行車時跨中動撓度時程曲線圖（單位：mm）

根據不同速度下的動撓度時程響應曲線，計算相應的實測沖擊系數，具體見表6。

表6 主橋動撓度測點實測沖擊系數表

該試驗聯沖擊系數規(guī)范計算值為0.05（基頻小于1.5 Hz），從表中可以看出實測沖擊系數略大于規(guī)范計算值，可能與車橋耦合振動、橋面鋪裝不平整等原因有關。

4 結論

（1）應變校驗系數在0.61～0.92之間，符合規(guī)范要求，且以主跨鋼縱梁為例說明了截面應變分布符合平截面假設。

（2）撓度校驗系數在0.85～0.92范圍內，各工況荷載作用下實測最大撓度為102.38 mm，小于規(guī)范限值L/400（350.00 mm），滿足相關規(guī)范要求。

（3）主橋實測頻率與理論頻率之比fmi/fdi在1.01～1.09之間，表明橋梁結構整體剛度較好。

（4）試驗車輛在20～60 km/h內的最大沖擊系數為0.063，略大于規(guī)范值0.050，可能與車橋耦合振動及橋面鋪裝不平整等原因有關。

（5）綜上所述，該橋承載力滿足設計荷載要求，結構受力合理。