刚度增大法加固钢管混凝土组合拱桥的影响

陈 勇

(福建省交通建设工程试验检测有限公司，福建 福州 350008)

0 引言

钢管混凝土(CFST)拱桥作为一种性能优越的钢混组合结构，兼具跨径超大、建造便捷、强度超高及外型美观等优点，自1990年国内首座CFST拱桥建成以来逐步被广泛应用。现役CFST拱桥由于早期设计施工方面的缺陷、现代交通运输量的不断增加、日常维护保养不到位及行业标准规范不统一等原因，经过多年服役后部分开始出现不同程度的病害，存在一定的安全隐患。对这些旧CFST拱桥采取拆除重建措施必将消耗大量的人力物力，且从经济方面考虑也不可行，因此服役期间旧CFST拱桥出现的静动力病害部位通过维修方式进行处理或通过加固方式进行补强成为迫在眉睫的问题。

目前国内已对CFST拱桥静力特性方面开展了大量研究，但动力特性方面研究明显偏少[1]，再加上加固理论和技术研究仍不成熟，处于起步阶段，相关规范也仅涉及静力特性方面加固。CFST拱桥的加固方法主要有拱圈增强加固法[2]、纤维复合材料粘贴加固法[3]、吊杆替换或增设加固法[4]、桥面系改善加固法和刚度增大加固法[5]等，以往这些加固法应用实例大多仅针对静力特性方面很少涉及动力特性方面，因此涉及CFST拱桥动力特性方面的加固影响研究更是少之又少。

1 中承式CFST组合拱桥刚度增大法加固10年后荷载试验

1.1 工程概况

某中承式CFST组合拱桥全长176 m，跨径布置为35 m+76 m+35 m，宽28.40 m。上部结构中拱为中承式CFST肋拱，净矢高19 m：净跨径76 m等于1/4，CFST横撑，φ5 mm高强钢丝吊杆，普通钢筋混凝土工字横梁，装配式钢筋混凝土简支桥面板；边拱为普通钢筋混凝土板拱，净矢高7 m：净跨径35 m等于1/5，厚80 cm。下部结构采用冲钻孔灌注桩基础、石-钢筋混凝土组合桥台。该拱桥总体布置图见图1。

该拱桥建于1995年，服役12年后曾进行全面检查、荷载试验，结果表明：上部结构承载能力基本满足原设计城-A级荷载要求，但部分构件存在不同程度的病害，影响其正常使用及耐久性能；由实测动应变计算的冲击系数超过规范要求。2011年对该拱桥病害部位进行维修处理，并增设加劲钢纵梁(45a)进行加固。本次对刚度增大法加固10年后的中承式CFST组合拱桥进行荷载试验。

1.2 静力特性试验

1.2.1 试验荷载

本次选取边拱(Ⅰ跨)和中拱(Ⅱ跨)进行加固10年后静力特性试验，鉴于原设计荷载及加固前试验荷载均为城-A级，加固后试验荷载也确定为城-A级，现场加载所需载重汽车为4部45 t,1部25 t，共6个试验工况，工况一～工况六对应的测试位置、测试项目及试验效率见表1。

表1 工况一～工况六对应测试位置、测试项目及试验效率一览表

1.2.2 试验主要测试项目及位置

由表1可知，位移测试主要包括4个截面，分别为Ⅰ跨1/4跨、Ⅰ跨跨中、Ⅱ跨1/4跨和Ⅱ跨跨中，如图1中的Ⅰ跨B截面、C截面处板拱底从左到右各布置3个测点(NB1～NB3,NC1～NC3)、Ⅱ跨E截面、F截面处每根肋拱底各布置1个测点(NE1～NE3,NF1～NF3)；应变测试主要包括6个截面，分别为Ⅰ跨支座、Ⅰ跨1/4跨、Ⅰ跨 跨中、Ⅱ跨支座、Ⅱ跨1/4跨和Ⅱ跨跨中，如图1中的Ⅰ跨(A～C)截面处板拱底从左到右各布置5个测点(A1～A5,B1～B5,C1～C5)、Ⅱ跨(D～F)截面处从左到右每根肋拱顶底分别布置1个测点(D1～D6,E1～E6,F1～F6)；索力测试主要包括Ⅱ跨中间三根吊杆即第6根～第8根吊杆(DG1～DG3)；裂缝测试主要在加载过程中监测Ⅰ跨C截面处板拱底中部1个跨裂缝应变测点(C6)应变变化数值。

1.2.3 试验结果分析

1)位移测试结果。

表2工况一、三、四、六中拱及边拱位移测试结果表明：位移实测值均小于理论值，相应的相对残余均小于规范[7]限值。

表2 工况一、三、四、六中拱及边拱位移测试结果汇总表

2)应变测试结果。

表3工况一～工况六中拱及边拱应变测试结果表明：应变实测值的绝对值均小于理论值的绝对值，相应的相对残余均小于规范限值。

表3 工况一～工况六中拱及边拱应变测试结果汇总表

3)索力测试结果。

表4工况一索力增量测试结果表明：所测3根吊杆索力增量变化实测值均小于理论值，相应的相对残余均小于规范限值。

表4 工况一索力增量测试结果汇总表

4)裂缝测试结果。

表5工况四～工况六裂缝测试结果表明：监测的裂缝有轻微变大，卸载后能基本恢复，未发现新增裂缝。

表5 工况四～工况六裂缝测试结果汇总表

1.3 动力特性试验

由实测Ⅱ跨F截面处测点(DH4)最大、最小动应变测试结果可计算得到冲击系数，表6冲击系数测试结果表明：由实测动应变计算的冲击系数最大值小于理论值。

表6 冲击系数μ结果汇总表

2 中承式CFST组合拱桥刚度增大法加固前后有限元自振特性分析

2.1 有限元模型

采用软件Midas/Civil建立中承式CFST组合拱桥空间有限元模型，其中单元、节点数量分别为3 955个、2 080个，边界条件(各拱脚处)为固结，详见图2。模型模拟选用三种单元即空间板单元(桥面板及铺装层)、受拉杆单元(吊杆)、空间梁单元(其余构件)；以钢管与混凝土共用节点模拟CFST截面。拱桥混凝土强度均为C40，普通钢筋采用HRB400，高强钢丝采用fpk=1 670 MPa，钢材采用Q345D。

2.2 刚度增大法加固前后有限元自振特性分析

根据有限元计算结果，表7列出了该拱桥刚度增大法加固前后的前十阶自振频率，图3～图8为刚度增大法加固前后的前三阶振型图。

表7 加固前后拱桥的前十阶自振频率

2.3 增设加劲钢纵梁截面变化对中承式CFST组合拱桥自振特性的影响

本文有限元计算比较了增设不同截面的加劲钢纵梁对中承式CFST组合拱桥自振频率的影响。表8列出了36a～56a共五种截面(其中45a为该拱桥加固所采用加劲钢纵梁截面)对应的拱桥首阶自振频率。可以看出，增设加劲钢纵梁截面变化对拱桥的首阶自振频率几乎没有影响。

表8 增设不同截面加劲钢纵梁拱桥首阶自振频率

2.4 分析与讨论

从以上的荷载试验及有限元分析可以看出：

1)由加固10年后的荷载试验结果可得，刚度增大法加固后各工况中拱及边拱位移、应变和吊杆索力实测值均小于理论值，相应的相对残余均小于规范[7]限值；加载过程所监测的裂缝虽有轻微变化，但卸载后能基本恢复，且未发现新增裂缝；由实测动应变计算的冲击系数最大值小于理论值。

2)由加固前后有限元自振特性分析结果比较可得，刚度增大法加固前后的自振特性前十阶振型中仅首阶、第四阶为平面内振动，其余均为平面外振动；刚度增大法加固后的自振频率比加固前有较大提高(约20%以上)，而增设加劲钢纵梁截面由36a逐步变化到56a，相应的自振频率仅由2.10 Hz变化到2.11 Hz，几乎没有影响。

3 结论

1)已服役27年的中承式CFST组合拱桥服役期间发现存在病害，经加固维修后该拱桥静动力特性总体水平仍能达到原设计状态，因此针对服役期间旧桥出现的静动力病害部位可通过维修方式进行处理或通过加固方式进行补强，没有必要拆除重建。

2)中承式CFST组合拱桥加固前由实测动应变计算的冲击系数较大超过规范要求，针对此问题采用刚度增大法加固，加固后由实测动应变计算的冲击系数减小满足规范要求，表明采用刚度增大法加固提高该类拱桥的动力特性可行。

3)中承式CFST组合拱桥加固前后的自振特性前十阶振型以面外振动为主；刚度增大法加固后的自振频率比加固前有较大提高(约20%以上)，而增设加劲钢纵梁截面变化对拱桥自振频率影响很小。