考慮應力-撓度耦合效應的連續剛構體外束合理加固時機研究*

劉陸平 單巍巍 駱佐龍

(1.濟南市市政工程設計研究院(集團)有限責任公司合肥設計院 合肥 230001;2.安徽省交通規劃設計研究總院股份有限公司 合肥 230093; 3.山西大學電力與建筑學院 太原 030031)

目前,國內外預應力混凝土連續剛構在運營過程中普遍出現了不同程度的開裂、下撓等病害[1-2]。體外束加固作為一種主動加固技術,在增加結構自重較小的情況下能夠從根本上恢復或提高結構承載能力,抑制結構下撓與裂縫發展,且施工工藝簡單,對橋下凈空影響較小,因此廣泛應用于連續剛構病害處置與維修加固過程中[3-4]。

國內外眾多學者針對體外束加固連續剛構計算理論、設計方法,以及施工工藝均開展了比較系統的研究,并且取得了一些有價值的結論[5-7],部分研究成果已納入國家、行業規范。對于體外束加固連續剛構而言,存在一個合理加固時機的選擇問題,即當連續剛構開裂、下撓發展到何種程度時進行體外束加固,加固時機過早或過晚,均不利于發揮體外束良好的加固作用。對于上述問題,有學者從結構承載能力、剛度、裂縫寬度的角度,提出了連續剛構體外束加固合理時機,但結論較為籠統,未對體外束合理加固時機進行進一步量化分析[8]。同時通過對既有連續剛構體外束加固實踐調研發現,加固時機的確定尚無統一參考目標,有以撓度為參考,有以應力為參考,還有兩者兼而有之,加固參考目標尚無定論,導致加固時機選擇難度加大。

文中以一座體外束加固三跨連續剛構為依托工程,擬進行體外束合理加固時機的研究。通過參數敏感性分析,明確連續剛構體外束加固過程中的主要控制參數及其取值范圍;基于最大主拉應力-撓度耦合分析,提出該三跨連續剛構外束合理加固時機。

1 依托工程簡介

該橋梁位于渭南市澄城縣S202清渭線上,是一座跨越渭北地區黃土塬V形沖溝的特大橋,橋梁全長428.6 m,橋面總寬12 m。主橋為67 m+120 m+67 m預應力混凝土連續剛構,1996年12月建成通車。設計荷載為汽車-20級,掛車-100,人群3.5 kN/m2。

橋梁定期檢查結果表明,主橋箱梁腹板存在較多斜向裂縫,裂縫間距20～30 cm;中跨跨中存在下撓程度較大,頂、底板縱向裂縫較多等病害,主橋技術狀況為4類。

由于主橋中跨存在較大程度的下撓,且箱梁腹板存在大量斜向裂縫,裂縫寬度較寬,一定程度上削弱了主梁剛度,導致橋梁運營狀況惡化,影響結構安全性能與正常使用性能。該橋加固設計采用在主橋張拉縱向體外束,使主跨跨中有一定的向上位移,抑制主梁下撓,同時抵消加固帶來的自重增加等不利影響,并適當改善主梁應力狀態,提高承載能力。

2 病害參數敏感性分析

2.1 原結構有限元模型驗證

通過調研國內外連續剛構開裂、下撓病害,并對病害形成原因、機理進行分析,可以得出:引起連續剛構開裂、下撓的主要原因有體內預應力損失、截面損傷引起的剛度折減、混凝土徐變收縮、混凝土超方、活載增大效應,以及墩頂相對位移。因此,以下主要考慮上述6個因素,采用有限元數值模擬進行病害參數敏感性分析,有限元模型示意見圖1。為驗證上述有限元模型的準確性,首先對依托工程進行設計驗算,其作用效應計算結果見圖2、圖3,承載能力極限狀態、正常使用極限狀態驗算結果見圖4～圖7。

圖1 有限元模型示意

圖2 自重作用下結構彎矩示意

圖4 持久狀況正截面抗彎驗算包絡

圖5 持久狀況斜截面抗剪驗算包絡

圖6 使用階段正截面抗裂驗算包絡

圖7 使用階段斜截面抗裂驗算包絡

2.2 病害參數敏感性分析

利用上述經驗證過的有限元模型進行病害參數敏感性分析,以體內預應力損失為例,分別考慮2%,5%,10%,20%,30%的體內預應力損失,計算上述工況下結構的最大主拉應力與撓度,結果見表1。

表1 體內預應力損失影響分析結果

由表1可知,依托工程最大主拉應力、最大撓度均隨著體內預應力損失的增加而增大,當體內預應力損失不超過10%時,二者增長趨勢相對平緩;超過10%后,增長趨勢明顯加速,整體上近似呈線性增長,直至結構開裂。因此,體內預應力損失對結構開裂、下撓影響較大。

按照同樣的方法分析剛度折減、混凝土徐變收縮、混凝土超方、活載增大效應、墩頂相對位移5個參數對結構最大主拉應力、撓度的影響,限于篇幅,計算過程從略。

為綜合考慮各因素對最大主拉應力、撓度的影響,明確主要控制參數,需對各個參數發生的概率及發生時對結構的影響程度進行量化分析。參數敏感性量化分析思路為:首先對各個參數發生的概率進行量化分析,以出現極端事件概率最小的參數為基本系數,分別確定其他參數的相對概率系數[9];以各參數引起的結構最大主拉應力(撓度)最小變化數值為基本系數,分別確定其他參數的相對變化系數,最后以各參數的相對概率系數與相對變化系數的乘積作為參數敏感性量化分析結果,以敏感性系數表示。參考文獻[9],各參數相對概率系數取值見表2。

表2 各參數發生的相對概率系數

按照上述分析思路和計算流程,可以得到各計算參數對跨中撓度的影響。上述6個計算參數作用范圍、引起的跨中最大撓度變化值及撓度相對變化系數見表3。

表3 計算參數對撓度的影響及相對變化系數

將相對概率系數與相對變化系數的乘積作為敏感性評價結果,以敏感性系數表示。敏感性系數反映了結構撓度對計算參數變化的敏感程度,敏感性系數越大,表明結構撓度對該參數的變化越敏感[10-11]。參數敏感性綜合評價結果見表4。

表4 參數敏感性綜合評價結果

由表4可知,對連續剛構下撓較敏感的參數首先為活載放大效應、體內預應力損失、混凝土收縮徐變,其次為截面剛度損傷,而混凝土超方、墩頂相對位移由于在施工過程中存在的質量監控環節,其發生概率相對較小,因此對連續剛構下撓影響較小。以下將體內預應力損失作為主要控制參數進行后續研究。

3 體外束合理加固時機

合理加固時機的確定應以結構最大主拉應力、最大撓度為主要參考目標。對于加固時結構最大主拉應力、撓度的閾值問題,應從加固前、后結構主拉應力、撓度變化的幅度、加固后結構主拉應力、撓度增長趨勢等角度綜合考慮。

3.1 最大主拉應力分析

在初始撓度分別為100,150,200,400 mm的條件下,分別考慮0,2%,5%,10%,20%,30%的體內預應力損失,計算各工況加固前、后主梁最大主拉應力。加固后(初始撓度400 mm,體內預應力損失20%)最大主拉應力計算結果見圖8。

圖8 加固后最大主拉應力云圖

計算其余工況下加固前、后主梁最大主拉應力,結果見圖9。

圖9 不同工況下加固前、后最大主拉應力變化曲線

由圖9可知,當結構初始撓度在150 mm左右時,該階段采用體外預應力加固后,主拉應力隨即顯著降低,加固后的應力曲線斜率與未加固相比有所降低,體外束加固效果較好;當結構初始撓度在250～400 mm時,該階段采用體外束加固雖能夠降低結構最大主拉應力,但僅能保證結構在體內預應力損失較小時的安全,加固后的最大主拉應力曲線斜率與未加固相比較為接近,體外束加固效果不足以充分發揮。

3.2 撓度分析

在初始撓度分別為100,150,200,400 mm的條件下,分別考慮0,2%,5%,10%,20%,30%的體內預應力損失,計算在上述各工況下加固前后主梁撓度,結果見圖10。由圖10可知,當結構初始撓度在150 mm左右時,采用體外束加固后,結構撓度明顯降低,且隨著后期體內預應力損失的增加,加固前后的撓度差值呈緩慢增長的趨勢,加固效果較好;當結構初始撓度在250～400 mm時,該階段采用體外預應力加固后的結構撓度明顯降低,且隨著后期體內預應力損失的增加,加固前、后的撓度差值基本不變,加固效果較不明顯,且該階段由于結構撓度過大,體外束加固不足以保證結構安全。

圖10 不同工況下加固前后最大撓度變化曲線

3.3 依托工程合理加固時機的確定

據相關研究表明[12-13],連續剛構應力、撓度之間存在一定的耦合關系。利用3.1、3.2結果數據,可以得到體外束加固前后結構最大主拉應力與最大撓度耦合關系散點圖,見圖11。

圖11 加固前、后最大主拉應力與撓度耦合關系

由圖11可知,在體內預應力損失一定的條件下,最大主拉應力與最大撓度之間近似呈正相關,且最大撓度增幅大于最大主拉應力增幅。以最大主拉應力為1.2 MPa(依托工程抗裂應力限值)作為界限,可得出合理加固時機為結構最大撓度為77 mm。

綜上,以結構最大撓度為體外束加固參考目標,借助長安大學研發的針對預應力混凝土橋梁預應力鋼束有效預應力值實時獲取專項設備——預應力索張力測試儀,從偏安全的角度可得出依托工程體外束合理加固時機為:結構最大撓度為77 mm,且體內預應力損失小于10%。

4 結論

1) 體內預應力損失為依托工程開裂、下撓主要控制參數,當其損失在10%以內,結構最大主拉應力、撓度增量變化較大,加固后最大主拉應力、撓度變化趨于平緩。

2) 結構撓度在工程實踐中易于獲取,而主拉應力數值在量測過程中的誤差較大,同時考慮撓度對于結構各項損傷均具有代表性。因此,連續剛構體外束合理加固預期目標定義為結構撓度。

3) 基于應力-撓度耦合分析,以最大主拉應力1.2 MPa作為控制指標,依托工程體外束合理加固時機為跨中撓度77 mm,且體內預應力損失小于10%。