体外预应力加固连续刚构桥仿真分析

焦子旋，刘 建 ，曾天养，李红利

(1.长沙理工大学 土木工程学院，湖南 长沙 410114；2.佛山市公路桥梁工程监测站，广东 佛山 528000)

大跨度PC连续刚构桥的病害表现为：梁体的开裂和主梁的持续下挠。体外预应力加固是通过施加体外预应力，改善截面应力分布，达到提高主梁抗弯承载力、抗裂性及耐久性的目的[1]。体外预应力加固不仅可用来进行桥梁的整体加固，而且可用于桥梁局部加固，克服了其他方法加固时加固材料存在的应力滞后问题，同时具有施工简便和便于更换体外索等优点，故其广泛应用于桥梁加固中。

为保证桥梁结构的安全与耐久性，通常会对体外预应力加固施工过程进行实测监控，及时了解结构实际受力状态，为桥梁安全、顺利地加固提供技术保障[3-7]。 作者拟结合有限元软件，将体外预应力加固过程中不同阶段张拉体外束对主梁竖向变形及应力变化进行计算和模拟分析[8-9]。在实际检测过程中，结合计算理论值，确保实测值控制在合理范围内，使结构达到预期的加固设计要求。

1 工程概况及检测现状

1.1 桥梁概况

罗南特大桥是佛山一环高速公路西线上的一座大桥，于2006年建成通车，全长1 398.0 m，主桥上部结构为(83+150+83) m连续刚构，半幅桥宽22.63 m，采用单箱双室断面(其中：箱宽13.65 m，梁侧悬臂翼缘板宽为4.49 m)。箱梁根部梁高8.50 m，跨中梁高3.00 m，箱梁高度变化采用1.8次抛物线。

1.2 加固前桥梁的病害

2012年和2014年分别对罗南特大桥进行了定期检查，检测结论为“主桥箱梁腹板、顶板及底板出现较多裂纹；2014年较2012年表现为腹板斜裂缝数量的增加。在靠近主桥中跨跨中梁段为腹板斜裂缝分布的区域，最大长度2.17 m，最大宽度0.22 mm；新增斜向、纵向裂缝集中于15#～18#节段，即裂缝集中于中跨跨中附近40 m 范围内。箱梁底面存在较多纵向裂缝，最大裂缝宽度为0.12 mm；顶板纵向裂缝(最宽为0.22 mm)分布在跨中合拢段；箱梁横隔板处存在竖向裂缝。

对该桥主桥线形进行了测量。2012年与2006年对比，左幅主桥主跨跨中下挠 75 mm，右幅主桥主跨跨中下挠 63 mm。 2014年与2006年对比，左幅主桥主跨跨中下挠95 mm，右幅主桥主跨跨中下挠91 mm。病害仍在继续恶化。

2 加固设计

采用体外预应力技术加固桥梁能延缓其跨中持续下挠，改善桥面线型，加强主梁截面压应力储备，并且具有施工简单、工期短及对交通影响小等优点[10]。鉴于该桥病害情况，拟采用的加固施工方案为：主桥中跨箱梁内部腹板处通常布设体外预应力钢束，钢束通过钢制转向块分两批下弯，并锚固于零号块的边跨侧。在一幅箱梁的两侧边腹板各布置4 束12φs15.2 mm 钢束及1束备用束，共10束(含备用束2束)；中腹板两侧各布置2束12φs15.2 mm 钢束，共4束。锚下张拉控制应力为1 116 MPa，体外预应力束组分6批对称张拉，依次为T1→T5→T2→T3→T6→T4。体外预应力布置如图1所示。

图1 体外预应力钢束布置Fig.1 The arrangement of externally-prestressed steel beams

3 有限元分析

3.1 结构单元的划分

以有限元分析程序Midas-Civil为工具进行监控计算。采用梁单元，建立桥梁结构的杆系模型。按实际截面尺寸模拟主梁和墩柱，所用材料均为C50混凝土，离散后的结构模型如图2所示。其中：主梁部分有172个单元，单元编号从左至右为1#～172#。主梁梁端采用竖向支撑约束，墩底采用固结，体外束布置如图3所示。

图2 主桥有限元模型Fig.2 Finite element model of main bridge

图3 模型体外预应力束布置Fig.3 The arrangement of external prestressing tendons of main bridge

3.2 计算参数的选取

张拉控制应力均为0.6fpk=1 116 MPa，即每束的张拉控制力为1 913.1 kN；预应力孔道摩擦系数为0.08;锚具变形和钢筋回缩等为0.006 m(开始、结束点取值相同)；钢筋松弛系数为0.3。

3.3 有限元仿真计算结果

在运用有限元软件模拟加固的过程中，每张拉一束体外束后，主梁较加固前会发生竖向变形和出现应力变化。选取中跨主梁墩顶、四分点及跨中5个关键截面，各截面不同张拉阶段挠度和应力的变化分别见表1，2。

表1 挠度变化的理论值Table 1 Theoretical calculation of the deflection change

表2 应力增量的理论值Table 2 Theoretical values of the stress increment

从表1,2中可以看出:

1) 采用体外预应力对罗南特大桥进行加固，该桥主梁跨中下挠恢复了13 mm。

2) 在加固后，主梁控制截面压应力储备有所增加，主梁受力有一定的改善。

4 施工监控

4.1 挠度监测

按国家标准要求，采用精密水准仪测量了箱梁竖向位移。桥梁分左、右两幅测量，在主桥中跨的墩顶、四分点(靠近22#墩四分点为L/4，靠近23#墩四分点为3L/4)及跨中处分别植入一端磨圆且圆头外露的钢钉作为监测点。测量各测点在不同施工阶段的标高，计算出挠度。挠度监测点布置情况如图4所示。

图4 挠度监测点示意Fig.4 Deflection monitoring points

截面各张拉阶段挠度的变化如图5所示。从图5中可以看出，每张拉一束体外束，桥面测点竖向位移的测量值整体上呈线性递增变化。各索全部张拉到位后，22#和23#墩顶竖向位移的变化很小，测量值与理论值比较接近，且测量值稍大于理论值。

钢束张拉完毕后，各截面挠度变化的理论值与测量值对比如图6所示。从图6中可以看出，钢束张拉完毕后，22#和23#墩顶竖向位移的变化很小，四分点和跨中截面均有不同程度的上抬，跨中的上抬最为明显，达到14.87～15.09 mm。总体上，竖向变形的测量值与理论值吻合，测量值比理论值大10%～20%。表明：加固后，线形得到了较好的改善。

4.2 应变监控

主梁应力监测截面为主桥主跨跨中、四分点及墩顶共5个关键截面，各截面测点分别布置在靠近顶板和底板处的腹板两侧(上测点均布置在顶板梗腋以下20 cm腹板上，下测点均布置在底板梗腋以上60 cm腹板上)，截面布置6个测点，如图7所示。采用振弦式表面应变计和应变片测定应变。

图6 钢束张拉完毕后，各截面挠度变化测量值与理论值的对比Fig.6 Comparison between theoretical value and actual measured value of deflection change for each section after steel beam tension

图7 应变监测点布置示意Fig.7 The layout of strain monitoring and measuring points

每张拉一束体外束各关键截面上、下缘应力增量测量值与理论值的对比如图8所示。从图8中可以看出，各断面测点在体外束依次张拉过程中应变(应力)测量值整体上呈线性变化，测量值与理论值比较接近，应力增量的测量值稍大于其理论值。

钢束张拉完毕后，各截面上、下缘应力变化理论值与测量值的对比如图9所示。从图9中可以看出，各索全部张拉到位后，箱梁顶板和底板混凝土压应力均有不同程度的增加，墩顶截面靠近上缘测点压应力增量为1.23 MPa，靠近下缘测点压应力增量为0.02 MPa；四分点截面靠近上缘测点压应力增量为1.05～1.17 MPa，靠近下缘测点压应力增量为0.3 MPa；跨中截面靠近上缘测点压应力增量为1.19 MPa，靠近下缘测点压应力增量为1.88 MPa。测量值和理论值吻合，测量值比理论值大10%～20%。表明：箱梁应力分布得到了改善和调整。

图8 各关键截面上、下缘应力增量Fig.8 Stress increment at the upper and lower edge of each key section

图9 钢束张拉完毕后，各截面上、下缘应力增量测量值与理论值的对比Fig.9 Comparison between theoretical value and actual measured value of stress increment at upper and lower edges of steel beam after tension

5 结论

1) 在体外预应力束按T1,T5,T2,T3,T6和T4依次张拉的过程中，罗南特大桥的竖向变形和应力变化正常，实测变化规律及其数值与理论计算结果一致。

2) 体外索张拉完毕后，主跨桥面各测点除墩顶处外，其余各处均有一定程度上挠，跨中上挠最为明显。跨中上挠的测量值比其对应的理论值大1.87～2.09 mm，四分点上挠的测量值比其对应的理论值大0.24～0.53 mm。整体上竖向位移的测量值与其理论值比较接近，测量值比其对应的理论值大10%～20%，达到了预期的效果。主梁线形得到了改善，主梁下挠趋势得到了有效抑制。

3) 体外索张拉后，箱梁顶、底板混凝土压应力均有不同程度的增加，测量值与其对应的理论值吻合，且比理论值大10%～20%。表明：该桥加固后，压应力储备在一定程度上有所提高，箱梁应力分布得到了改善，施工效果达到预期设计目标。

4) 本研究采用的有限元计算分析是可信的。同时，可为PC连续刚构桥的加固设计与施工监控提供经验。

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