楚雷剛,池麗敏,邵雨辰
(1.南京市溧水區(qū)水務(wù)局,江蘇 南京 211299;2.南京市水利規(guī)劃設(shè)計院股份有限公司,江蘇 南京 210014)
20世紀60年代以來,隨著國內(nèi)水利基礎(chǔ)設(shè)施的興建,過水橋因其重量輕、跨度大、造價低、水流條件好、適用性強等特點得到廣泛應(yīng)用。但是,在長期使用過程中由于運行管護不當、材料老化等原因造成一定的病險現(xiàn)象[1-4]。湫湖灌區(qū)1號、2號、3號過水橋,原過流能力在8 m3/s左右,輸水能力已不滿足總干渠(15 m3/s)要求。3座過水橋均建于1980年,由于長期運行,破損老化、碳化較為嚴重;由于年久失修,有的還出現(xiàn)側(cè)墻裂縫,嚴重影響結(jié)構(gòu)安全。過水橋止水原先采用瀝青毛氈,現(xiàn)在老化嚴重,漏水較多,急需進行更換改造。本文以湫湖灌區(qū)1號過水橋改造工程為例,過水橋采用后張法預(yù)應(yīng)力技術(shù),并通過三維有限元模型對槽身結(jié)構(gòu)內(nèi)力及位移進行計算,為優(yōu)化設(shè)計提供依據(jù)。
湫湖灌區(qū)原1號過水橋建于1980年,寬4.0 m,高2.5 m,槽臺為三聯(lián)拱形,總長120 m(見圖1)。溧水區(qū)2015—2018年農(nóng)村公路提檔升級工程X151戴山線(老明公路—秋湖段)道路改造工程穿原1號過水橋中孔,道路設(shè)計凈寬8.5 m,總寬12.5 m,與過水橋斜交角度約為64°,相交斜長約28.5 m。
圖1 原湫湖灌區(qū)1號過水橋現(xiàn)場照片
原1號過水橋由于長期運行,破損老化,年久失修,有的還出現(xiàn)側(cè)墻裂縫,嚴重影響結(jié)構(gòu)安全。
1號過水橋原斷面4.0 m×2.5 m,實際過流能力約為8 m3/s。
湫湖泵站為湫湖灌區(qū)渠首工程,建于1978年,2011年完成更新改造工程,設(shè)計流量為15 m3/s。原過水橋輸水能力與湫湖泵站設(shè)計流量不相適應(yīng),新建過水橋需根據(jù)湫湖泵站設(shè)計流量擬定過水橋斷面。1號過水橋設(shè)計流量為15 m3/s。
設(shè)計1號過水橋總長161.4 m,共7跨,中跨X151戴山線橋跨度30 m,橋墩采用樁柱式橋臺,樁徑DN1 200 mm,樁長18.7 m,蓋梁高1.2 m,寬1.6 m。其余6跨橋身跨度16 m,橋架采用單排架,中設(shè)一道橫梁,排架高度根據(jù)地形有7.9 m、9.0 m兩種,蓋梁高0.6 m,寬1.3 m,橋身為2×3.0 m×2.5 m有拉桿加肋雙孔矩形槽,拉桿0.2 m×0.2 m間距2 m,肋0.25 m×0.2 m,高2.1 m,間距2 m。進水口與總干渠以10 m長扭面銜接,8 m長鋼筋混凝土連接段接過水橋與扭面,出水口與總干渠以10 m長扭面銜接,7 m長鋼筋混凝土連接段接過水橋與扭面。邊跨坡面與干渠錐坡順接。
工程1號過水橋30 m跨橋身擬采用預(yù)應(yīng)力結(jié)構(gòu),提高結(jié)構(gòu)抗裂性能,配置足夠的表面限裂鋼筋等技術(shù),并加強混凝土澆筑后的表面養(yǎng)護(保溫、保濕)措施來增大伸縮縫間距[5]。
對于30 m跨徑過水橋,分別采用結(jié)構(gòu)力學(xué)法和三維有限元分析法計算。
根據(jù)《農(nóng)業(yè)綜合開發(fā)江蘇省南京市溧水區(qū)湫湖灌區(qū)節(jié)水配套改造項目初步設(shè)計》(2013年)湫湖總干渠水位推算成果,采用總干渠下游末端水位為38.78 m,K0+700處水位40.37 m,K1+220處水位40.08 m。
根據(jù)《灌溉與排水工程設(shè)計規(guī)范》(GB 50288—2018)附錄M[6],當過水橋長度大于其15倍的進口段渠道正常水深時,過水橋流量按照下式計算:
式中:Q為過水橋設(shè)計流量,m3/s;A為過水橋過水斷面面積,m2;R為水力半徑;i為槽底比降,取1/900;n為槽身糙率,取0.014。
通過計算,取過水橋過水斷面尺寸為2×2.3 m×3.0 m,此時流量為15.43 m3/s,流速為1.09 m/s,流量Q稍大于設(shè)計流量,可以滿足設(shè)計要求。其中考慮槽身頂部超高0.20 m,過水橋斷面尺寸為2×2.5m×3.0 m兩孔。
本次設(shè)計過水橋進、出口槽底高程不變,槽底高程取38.00,又i=1/900槽底比降,進水口水面需雍高約0.15 m,可達設(shè)計流量。
(1)結(jié)構(gòu)安全級別。按照《灌溉與排水工程設(shè)計規(guī)范》(GB 50288—2018)[6],項目建設(shè)工程等級如下:總干渠設(shè)計流量15.0 m3/s,工程級別為4級,過水橋安全級別為4級。按照SL191—2008,3.2.4,對應(yīng)荷載效應(yīng)基本情況下的承載力安全系數(shù)K=1.15。根據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》(GB 50009—2012)續(xù)表E.5項目區(qū)基本風壓取4.5 kN/m2。
(2)荷載及荷載分項系數(shù)。槽身自重γg=1.05;行人荷載取2.5 kN/m2,γq=1.20;過水橋按照滿槽水計算γq=1.10。
(3)環(huán)境條件類別。因過水橋處于露天,故環(huán)境條件類別為二類?;炷帘Wo層最小厚度c=25 mm。
(4)材料?;炷翉姸鹊燃墳镃40,但過水橋在現(xiàn)場澆筑,考慮到施工工藝等具體條件,槽身計算中的混凝土等級采用C30。由SL191—2008查得,fc=14.3 N/mm2,ft=1.43 N/mm2,fck=20.1 N/mm2,ftk=2.01 N/mm2,Ec=3.0×104N/mm2,后張時及施工階段驗算中混凝土強度取C40的75%。
(5)裂縫控制等級。按照二級控制。
槽身預(yù)應(yīng)力施加采用后張法,即先澆筑混凝土,等達到規(guī)定強度后再張拉鋼筋,預(yù)應(yīng)力通過錨頭傳給混凝土,預(yù)應(yīng)力筋與混凝土之間的黏結(jié)力通過張拉鋼筋后對孔道灌漿來實現(xiàn)。錨具對混凝土產(chǎn)生的預(yù)應(yīng)力,隨著距錨具的增大而有所損失。在有限元網(wǎng)格中以節(jié)點的外荷載形式施加預(yù)應(yīng)力時,必須計算這種損失。
槽身縱向預(yù)應(yīng)力筋:按槽身受力要求計算出的縱向預(yù)應(yīng)力筋主要布置在中墻和邊墻底部的大梁內(nèi),并在槽底板寬度內(nèi)沿縱向布置部分通長直筋,由于縱向預(yù)應(yīng)力筋長度長,采用鋼絞線(10?j15.2)群錨體系,后張法施工。錨下控制應(yīng)力采用σcon=0.75fpk=1 395 MPa,相應(yīng)的錨下控制張拉力1 953 kN(錨口摩阻損失和千斤頂?shù)膬?nèi)摩阻由試驗確定)。鋼絞線采用雙端張拉。
過水橋斷面設(shè)計和預(yù)應(yīng)力筋布置如圖2、圖3所示。
圖2 過水橋斷面設(shè)計圖(單位:m)
圖3 預(yù)應(yīng)力筋布置圖(單位:m)
4.3.1 不加預(yù)應(yīng)力三維有限元分析
建立過水橋結(jié)構(gòu)整體三維有限元分析模型,如圖4所示。過水橋長度方向為Y向,水平向為X向,豎直向為Z向?;炷两Y(jié)構(gòu)采用空間8結(jié)點六面體單位,少量6結(jié)點棱柱退化單元,模型共剖分60 876個結(jié)點、41 466個實體單元。
圖4 兩孔一聯(lián)過水橋結(jié)構(gòu)三維有限元模型
過水橋采用彈性材料進行分析,槽身為C40混凝土,E=32.5 GPa,泊松比0.167,密度2 450 kg/m3。過水橋頂部聯(lián)桿為C20混凝土,E=28.0 GPa,泊松比0.167,密度2 400 kg/m3。槽身內(nèi)部的預(yù)應(yīng)力鋼筋,E=200 GPa,泊松比0.3,密度7 850 kg/m3。
邊界條件:過水橋底部兩端各0.8m范圍內(nèi)的結(jié)點施加約束,一端加三向固定約束,另外一端僅施加Z向約束。
荷載條件:(1)結(jié)構(gòu)自重;(2)過水橋內(nèi)水壓力(2.3 m水深)。
計算工況:(1)僅自重;(2)自重+水壓。
水壓分布區(qū)域如圖5所示。
圖5 水壓分布區(qū)域
(1)工況1:僅自重。在僅自重荷載作用下,最大豎直向變形發(fā)生在過水橋跨中部位,最大變形為4.185 mm(見圖6)。過水橋跨中部底下兩側(cè)部沿過水橋長度方向的拉應(yīng)力最大,其值為2.92 MPa(見圖7、圖8)。
圖6 豎直向變形分布(單位:m)
圖7 水平向(槽身向)應(yīng)力分布(單位:P a)
圖8 水平向(槽身向)超過1.71 MP a的應(yīng)力分布(單位:P a)
(2)工況2:自重+水壓。在自重+水壓荷載作用下,最大豎直向變形發(fā)生在過水橋跨中部位,最大變形為9.174 mm(見圖9)。過水橋跨中部底下兩側(cè)部沿過水橋長度方向的拉應(yīng)力最大,其值為6.32 MPa(見圖10、圖11)。
圖9 豎直向變形分布(單位:m)
圖10 水平向(槽身向)應(yīng)力分布(單位:P a)
圖11 水平向(槽身向)超過1.71 MP a的應(yīng)力分布(單位:P a)
4.3.2 加預(yù)應(yīng)力三維有限元分析
建立過水橋結(jié)構(gòu)整體三維有限元分析模型,如圖4所示。過水橋長度方向為Y向,水平向為X向,豎直向為Z向?;炷两Y(jié)構(gòu)采用空間8結(jié)點六面體單位,少量6結(jié)點棱柱退化單元,預(yù)應(yīng)力鋼筋采用桿單元。加預(yù)應(yīng)力時,其預(yù)應(yīng)力鋼筋布置如圖12所示,模型共剖分71 626個結(jié)點,41 466個實體單元、10 456個桿單元。其余邊界和荷載條件與不加預(yù)應(yīng)力時一樣。預(yù)應(yīng)力大小為1 032 N/mm2。
圖12 預(yù)應(yīng)力鋼筋布置圖
(1)工況1:僅自重。在僅自重荷載作用下,最大豎向變形發(fā)生在過水橋跨中部位,最大變形為0.692 mm(見圖13)。過水橋上部沿過水橋長度方向的拉應(yīng)力最大,其值為0.925 MPa(見圖14)。
圖13 豎向變形分布(單位:m)
圖14 水平向(槽身向)應(yīng)力分布(單位:P a)
(2)工況2:自重+水壓。
在自重+水壓荷載作用下,最大豎向變形發(fā)生在過水橋跨中部位,最大變形為3.937 mm(見圖15)。過水橋跨中部底下兩側(cè)部沿過水橋長度方向的拉應(yīng)力最大,其值為2.66 MPa(見圖16)。
圖15 豎向變形分布(單位:m)
圖16 水平向(槽身向)應(yīng)力分布(單位:P a)
根據(jù)以上有無加預(yù)應(yīng)力進行數(shù)值計算,取得其計算的最大豎直向位移值和槽身向的拉應(yīng)力值見表1。
表1 有無加預(yù)應(yīng)力數(shù)值計算成果對比
工況1下(僅自重),加預(yù)應(yīng)力時最大豎向位移向上,最大拉應(yīng)力在頂部過水橋;而沒有加預(yù)應(yīng)力時最大豎直向位移向下,最大拉應(yīng)力在底中部過水橋。這是由于底部預(yù)應(yīng)力筋比上部多,形成拱效應(yīng)造成的。工況2下(自重+水壓):不管有無加預(yù)應(yīng)力,其位移和應(yīng)力的最大值在同側(cè)取得,但是沒有加預(yù)應(yīng)力計算的位移值和應(yīng)力值比有加預(yù)應(yīng)力計算的位移值和應(yīng)力值大。
通過以上分析可知,通過預(yù)應(yīng)力鋼筋的施加,可以大大減少運行期的混凝土拉應(yīng)力,但在完建期會出現(xiàn)上拉下壓的拱效應(yīng)。而且,過水橋底部的預(yù)應(yīng)力值越大,完建期的拱效應(yīng)越明顯,但運行期的混凝土拉應(yīng)力也就越小。
結(jié)構(gòu)力學(xué)法及三維有限元分析法表明,對30 m跨槽身施加縱向預(yù)應(yīng)力后,結(jié)構(gòu)應(yīng)力狀態(tài)明顯改變,各控制截面的拉應(yīng)力均大幅降低。
根據(jù)湫湖灌區(qū)1號過水橋特點,運用結(jié)構(gòu)力學(xué)法和三維有限元方法對槽身位移及應(yīng)力值進行計算,得出以下結(jié)論:
(1)采用三維有限元模型對過水橋在施加預(yù)應(yīng)力條件下進行內(nèi)力及位移進行計算,經(jīng)過實踐驗證是可行的,可供類似工程參考。
(2)結(jié)構(gòu)力學(xué)法及三維有限元分析法表明,對30 m跨槽身施加縱向預(yù)應(yīng)力后,結(jié)構(gòu)應(yīng)力狀態(tài)明顯改變,各控制截面的拉應(yīng)力均大幅降低,為結(jié)構(gòu)優(yōu)化設(shè)計提供了有力依據(jù)。
建成后1號過水橋如圖17所示。
圖17 建成后1號過水橋