既有預應力混凝土橋梁現(xiàn)存預應力原位試驗研究

黃 穎

(福建船政交通職業(yè)學院，福州 350007)

引 言

預應力混凝土結構是依靠張拉力筋建立具有內(nèi)應力的結構，其原理造成了其特殊性以及與普通鋼筋混凝土在設計、施工、維護方面上的區(qū)別。預應力筋是預應力混凝土結構的關鍵受力部件，其有效或失效直接關系到結構的安全、適用與耐久性。隨著預應力技術大量地應用于工程實踐及對其認識地不斷深入，預應力混凝土結構的諸多缺陷和不足逐步被發(fā)現(xiàn)［1］。工程實踐表明，由于預應力筋的嚴重損壞而引起的預應力混凝土結構的破壞是不可挽救的［2］。

對預應力筋有效性的評價，傳統(tǒng)方法大多是基于新澆筑梁體的試驗來進行理論分析［3-4］，但是新澆筑梁體無法體現(xiàn)已服役幾十年梁體的實際情況，分析結果存在一定的偏差。另一方面，少數(shù)的以既有預應力結構作為研究對象的文獻，其分析局限于理論研究階段，如侯天宇等建立了在役橋梁安全性評估模型、裂縫演化分析模型和變形演化分析模型，從理論層面對長期服役的橋梁進行了可靠性分析［5-10］。現(xiàn)有的研究大都是利用有限元手段實現(xiàn)橋梁極限承載力的評估［11-13］，而對既有預應力混凝土梁橋現(xiàn)場原位試驗開展得較少。

鑒于此，對某座已經(jīng)服役20年的既有預應力混凝土梁橋進行原位靜載試驗，逐級加載直至橋梁開裂破壞，得到主梁撓度及應變試驗數(shù)據(jù)，通過試驗數(shù)據(jù)和理論計算數(shù)據(jù)的對比分析，獲得既有結構現(xiàn)存預應力。通過原位試驗實現(xiàn)了對既有結構現(xiàn)存預應力的評估，對類似橋梁的判斷加固、拆除有重要的借鑒意義。

1 工程背景介紹

福州市鰲峰閩江大橋已建成通車20年，為適應當前交通的需求，將對其北引橋進行改造，包括對北向東側的引橋進行拆除并另建。擬拆除的原D 匝道橋的上部結構采用19 m×16 m 的多跨連續(xù)預應力混凝土空心板梁，下部結構采用柱式墩配樁基，如圖1 所示。

圖1 工程總平面布置圖(單位:cm)

從圖1 可知，橋梁呈南北方向，橋主體長度306.8 m，寬度8.75 m，匝道橋共計19 孔，第1 ～5 孔為直線孔，第6 孔為直彎孔，第7 ～19 孔為彎曲孔，荷載等級為汽車-超20 級、掛車-120 級、人群荷載4 kN/m2。橋面總寬度為8.75 m。

橋面橫向斷面布置如圖2 所示。具體尺寸為:0.75 m防撞欄、7.50 m 行車道、0.50 m 防撞欄。主梁為5 孔整體空心板截面，混凝土等級為50 標號，梁高0.9 m。

圖2 標準斷面圖(1-1 斷面，單位:cm)

為研究橋梁的受力性能、實際承載能力及現(xiàn)存預應力的大小，對該橋進行現(xiàn)場原位試驗。

2 原位試驗方案

2.1 測試斷面及測點布置

為了獲得主梁各關鍵截面在逐級加載作用下的撓度及應變，對各截面進行撓度及應變測試斷面布置。主梁在試驗荷載作用下的撓度測試斷面布置及應變測試斷面布置如圖3 所示。

圖3 主梁測試斷面

梁體撓度測量:在關鍵截面的梁體東西兩側面分別黏貼鋼尺作為水準測點，利用水準儀進行高差觀測來獲得各個工況下截面撓度變化值，同時在同一位置黏貼反光片，利用全站儀來觀測高差，兩種方法互為補充和驗證，使獲得的撓度更加精確有效。

梁體應變測量:分別在跨中截面梁底和支座截面梁頂黏貼應變片，通過數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)獲得各工況下的應變值，采用規(guī)格為50 mm × 3 mm 電阻應變片，型號為BX120-50AA，靈敏系數(shù)為2.08 ±1%。

主梁各測試截面的撓度測點布置于東西兩側;橋梁測試斷面達到8.75 m，在測試斷面處均勻布置6 個測點，主梁各測試截面的撓度測點和應變測點布置如圖4 所示。

圖4 主梁橫截面測點示意圖

2.2 試驗荷載及工況設計

首先進行設計荷載試驗，以研究橋梁在正常使用階段的結構性能。根據(jù)原設計規(guī)范，首先確定橋的設計荷載等級為汽車-超20 級、掛車-120 級時的控制截面設計最大彎矩值，以此作為試驗荷載加載量的控制依據(jù)，再進行橋梁的原位加載試驗，逐級增加荷載，直至受拉區(qū)混凝土開裂或橋梁破損。

根據(jù)三跨連續(xù)梁橋的結構受力特點，試驗所選取的荷載加載控制截面有兩種:①1#內(nèi)支座負彎矩截面不利布置;②0#～1#邊跨跨中最大正彎矩不利布置。針對這兩種加載方式，試驗過程中均采用分級加載方式進行。

荷載逐級增大的過程中，對橋梁結構正常使用階段、設計荷載下、混凝土開裂、結構破壞的全過程進行觀測與分析。

根據(jù)計算分析，將試驗荷載共分為13 個工況來進行，并結合現(xiàn)場實際情況進行適當調(diào)整。各工況下的現(xiàn)場實際布置情況如圖5 所示。從圖5 可知，工況1 ～5:將60 t 的吊車直接作為配重量布置在0#～1#邊跨，利用吊車對1# ～2#中跨逐級加載混凝土配重塊，獲得梁體在正常使用階段的變形及截面混凝土應變情況;工況6: 卸載0# ～1#邊跨配置來考察梁體在彈性階段卸載后的恢復能力;工況7 ～13:對邊跨持續(xù)加載，直到測試截面混凝土開裂。

圖5 工況1 ～13 的加載示意圖

2.3 數(shù)據(jù)采集

對于破壞性試驗，建立一個可靠的數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)來實現(xiàn)遠程傳輸、自動采集和監(jiān)測是十分必要的，這不僅可以最大程度地保證人員安全，而且采集數(shù)據(jù)將更便捷、準確，對試驗后的數(shù)據(jù)整理也很有幫助。試驗中用到的數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)如圖6 所示，遠程監(jiān)測雷達系統(tǒng)如圖7 所示。

圖6 應變數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)

采用的各種觀測手段中，精密水準儀、Leica 全站儀、IBIS-S 建筑微變遠程監(jiān)測雷達系統(tǒng)需要人工觀測，其余的測量方法都可以接入到數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)中。

圖7 IBIS-S 遠程監(jiān)測雷達系統(tǒng)

3 試驗結果與計算分析

3.1 試驗結果

3.1.1 主梁撓度

各試驗工況下，主梁關鍵截面各測點的撓度實測值見表1，各級加載工況與撓度的關系曲線如圖8 所示。

表1 主梁截面撓度實測值(單位:mm)

圖8 關鍵截面加載工況-撓度關系示意圖

從表1 和圖8 可知，主梁測試截面兩側撓度隨加載工況變化的趨勢基本一致;工況1 到工況6 隨中跨加載量的逐級增大，其邊跨跨中撓度逐漸減少; 工況7 到工況13 隨邊跨加載量的逐級增大，其中跨跨中撓度逐漸減少;工況13 的邊跨跨中撓度達到6.2 mm，截面底部出現(xiàn)裂縫;由于負彎矩的影響，邊跨和中跨跨中撓度均隨其加載級別的增大而撓度減少，這符合連續(xù)梁的受力特點。

3.1.2 主梁應變

各試驗工況下，在主梁各關鍵截面0#～1#的1/4、0#～1#的跨中、0#～1#的3/4、1#～2#的跨中下緣處均勻布置6 個應變測點，此外，在1#支座、2#支座上緣截面均勻布置6 個應變測點。因為截面較大，應變片分布較離散，為了能較為準確和安全地反映結構受力狀態(tài)，取各截面6 個測區(qū)應變最大值匯總，見表2。測試截面加載工況與應變的關系如圖9 所示。

表2 主梁測試截面各測點應變實測最大值(單位:με)

圖9 測試截面加載工況—應變關系示意圖

從表2 和圖9 中可知，隨著荷載逐級加大，邊跨跨中底部的應變也增大，其中工況13 的值最大，約為201 με;1#支座負彎矩區(qū)域截面頂部應力隨邊跨荷載的增大而增大;而受到負彎矩的影響，中跨跨中截面底部應力變化趨勢與邊跨相反，這符合連續(xù)梁的受力特點。

3.2 計算結果與分析

3.2.1 橋梁承載力極限狀態(tài)分析

隨著加載等級逐漸增大，各關鍵截面的內(nèi)力與變形均隨著增大，試驗最終狀態(tài)是: 邊跨跨中截面底部產(chǎn)生裂縫，內(nèi)支座截面頂部未見裂縫。整個加載試驗過程中產(chǎn)生的最大撓度與應變情況見表3。

表3 主梁關鍵截面最大試驗荷載效應

3.2.2 橋梁整體性能分析

為了得到既有橋梁的實際承載能力并估計其現(xiàn)存預應力，根據(jù)橋梁的設計資料及相關規(guī)范［14］，分析其整體性能，包括其設計彎矩、消壓彎矩、開裂彎矩和極限彎矩值。

對橋梁的材料性質(zhì)檢測得到其C50 混凝土軸心抗壓強度為56 MPa，彈性模量為3.55 ×104MPa，由理論公式計算得到橋梁關鍵截面的主要控制指標，見表4。

表4 關鍵截面控制彎矩理論值(單位:kN·m)

根據(jù)關鍵截面控制彎矩理論值，通過計算得到不同工況外荷載彎矩作用下，主梁各關鍵截面撓度增量值和預壓受拉邊緣混凝土應變增量值，并與試驗實測值進行對比，結果分別見表5 和表6。

表5 主梁截面加載撓度理論值與實測值比較(單位:mm)

表6 主梁截面應變理論值與實測值比較(單位:με)

從表5 中可知，大部分工況下0#～1#邊跨跨中截面和1#～2#跨中截面結構的變形檢驗系數(shù)多數(shù)都大于1;從表6 中可知，大部分工況下0#～1#邊跨跨中截面梁底和1#支座截面梁頂?shù)慕Y構應變檢驗系數(shù)都大于1，由此說明在相同加載情況下，該結構的受力變形和內(nèi)力均大于理論計算值，其承載能力隨著服役期的增長而逐漸降低，而結構承載能力的降低很大程度上是由預應力損失產(chǎn)生的。當然，因存在原位試驗誤差(包括設備誤差和夜間施工等外界條件的影響) ，極個別工況的結構變形檢驗系數(shù)和應變檢驗系數(shù)小于1。此外，0# ～1#邊跨跨中截面在工況6 時的截面卸載狀態(tài)下起拱值為0.3 mm，而理論計算值為1.36 mm(表5) ，表明在彈性階段，截面卸載后結構變形恢復情況不佳，這進一步說明服役20年后的橋梁的預應力存在損失，其現(xiàn)存預應力降低。

4 既有橋梁現(xiàn)存預應力分析

應用MIDAS 設計軟件，在考慮了施工階段預應力筋分段張拉施工工藝、施工誤差等因素的情況下，建立橋梁成橋狀態(tài)模型，以成橋狀態(tài)為研究對象，通過原位試驗獲得既有結構的開裂荷載，將其作為結構成橋狀態(tài)的外加荷載，通過理論計算獲得成橋狀態(tài)時橋梁在此外加荷載作用下的內(nèi)力和變形，并與混凝土理論容許名義開裂拉應力進行比較，兩者的差值即為預應力損失造成的，以此來推算既有橋梁的現(xiàn)存預應力。

混凝土容許拉應力考慮了施工預應力的方式、混凝土強度以及容許裂縫寬度的等級等因素，同時也進行了梁體高度和非預應力筋含量的修正［15］。此法考慮了施工誤差等影響橋梁實際狀態(tài)的因素，把成橋狀態(tài)作為分析既有結構現(xiàn)存預應力的依據(jù)，通過理論計算得到在實測開裂荷載作用下成橋狀態(tài)的內(nèi)力。0# ～1#邊跨跨中截面實際和理論內(nèi)力和變形值見表7。

表7 0#～1#邊跨跨中截面現(xiàn)存預應力推算數(shù)據(jù)

從表7 中可知，經(jīng)過試驗加載可知，當0# ～1#邊跨跨中加載2160 kN，1# ～2#中跨跨中加載1080 kN 時，0#～1#邊跨跨中截面底部混凝土出現(xiàn)裂縫; 通過計算獲得C50 混凝土容許名義拉應力5.64 MPa，根據(jù)開裂應力(5.64 MPa) 和成橋狀態(tài)理論計算應力(5.26 MPa) 的差值推算出該既有結構現(xiàn)存預應力值約為458.78 kN，設計張拉控制力為565kN，依此可計算出該結構經(jīng)過20年的服役期，其預應力相比成橋狀態(tài)損失約18.8%。

5 結 論

介紹了已服役20年的預應力混凝土空心板連續(xù)梁橋的原位試驗，同時對原位試驗獲得的各項數(shù)據(jù)進行分析，結果如下:

(1) 獲得13 個加載工況下各測試截面的撓度增量值和應變增量值，繪制了各荷載工況的撓度增量曲線和應變增量曲線。試驗最終破壞狀態(tài)是: 在第12 個加載工況下，當0#～1#邊跨跨中加載2160 kN 和1#～2#中跨跨中加載1080 kN 時，在0#～1#邊跨跨中截面底部混凝土出現(xiàn)裂縫。

(2) 在關鍵截面撓度增量和應變增量實測值和理論值的對比分析過程中，發(fā)現(xiàn)大部分工況的結構變形檢驗系數(shù)和應變檢驗系數(shù)都大于1，說明在相同加載情況下，該既有結構的受力變形和應變均大于理論計算值，結構的承載能力隨著服役期增長逐漸降低，而結構承載能力的降低很大程度上是由于預應力損失產(chǎn)生的。

(3)0#～1#邊跨跨中截面卸載時，起拱值為0.3 mm，而理論計算值為1.36 mm，說明在彈性階段，該既有結構截面卸載后變形恢復情況不佳，進一步說明結構預應力存在損失，現(xiàn)存預應力相比成橋狀態(tài)時大大降低。

(4) 建立成橋狀態(tài)現(xiàn)存預應力的分析方法為: 將原位試驗獲得的既有結構的開裂荷載作為成橋狀態(tài)的外加荷載，通過理論計算獲得成橋狀態(tài)時橋梁的內(nèi)力和變形。通過此法，發(fā)現(xiàn)在實測開裂荷載作用下，成橋狀態(tài)下的0# ～1#邊跨跨中的彎矩為4652.59 kN，應力為5.26 MPa，撓度為6.5 mm，通過和實際開裂彎矩和應力比較，推算出橋梁的現(xiàn)存預應力約為458.78 kN，相比成橋狀態(tài)損失約18.8%。此法實現(xiàn)了對既有預應力結構現(xiàn)存預應力的評估，這對類似的橋梁判斷加固、拆除方案具有重要的工程借鑒意義。