PC斜拉橋體系剛度退化及UHPC加固主梁性能提升研究

郭鑫，顏東煌，袁晟，袁明

(長(zhǎng)沙理工大學(xué)，湖南 長(zhǎng)沙 410114)

1 引言

預(yù)應(yīng)力混凝土斜拉橋(PC斜拉橋)是由索塔、主梁、斜拉索和橋墩組成的一種索承結(jié)構(gòu)。通常，橋塔和橋墩是鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)構(gòu)件，主梁是PC結(jié)構(gòu)構(gòu)件，斜拉索屬于柔性構(gòu)件。目前，中國(guó)已建成主跨超過(guò)200 m的PC斜拉橋80余座，世界上排名前10的最大跨徑PC斜拉橋中的8座位于中國(guó)。中國(guó)部分PC斜拉橋在服役期間，因長(zhǎng)期遭受各類荷載、惡劣環(huán)境等眾多不利因素影響，出現(xiàn)了不同程度的質(zhì)量問(wèn)題，導(dǎo)致橋梁承載力顯著降低或使用性能嚴(yán)重退化。因此，對(duì)PC斜拉橋進(jìn)行加固將是未來(lái)既有橋梁研究領(lǐng)域的熱點(diǎn)及難點(diǎn)問(wèn)題之一。

目前，提高PC斜拉橋抗彎承載能力的方法包括增大截面加固法、粘貼鋼板加固法、體外預(yù)應(yīng)力加固法、粘貼纖維復(fù)合材料加固法及改變結(jié)構(gòu)體系法等，但這些加固方法均存在一定的局限與缺陷。增大截面加固法施工現(xiàn)場(chǎng)搭設(shè)作業(yè)工作量大，養(yǎng)護(hù)時(shí)間較長(zhǎng)，加厚部分使橋梁自重和恒載彎矩增加較多，且需要在梁底面或側(cè)面進(jìn)行加固，施工質(zhì)量不可控；粘貼鋼板加固法中鋼板錨固問(wèn)題比較突出，鋼板的耐腐蝕、耐火性均較差，后期養(yǎng)護(hù)費(fèi)用較高；預(yù)應(yīng)力加固法工藝復(fù)雜，其所用預(yù)應(yīng)力筋在外界環(huán)境(溫度、腐蝕等)的作用下易發(fā)生斷裂；粘貼纖維復(fù)合材料加固法所用的纖維材料具有很高的抗拉強(qiáng)度，但對(duì)結(jié)構(gòu)剛度的提高不明顯，且由于纖維材料的脆性性能，破壞具有一定的突然性，纖維材料與混凝土之間黏結(jié)面的耐久性和防火性能也較差；改變結(jié)構(gòu)體系加固法的缺點(diǎn)在于加固后對(duì)負(fù)彎矩區(qū)域的處理較為復(fù)雜。

近年來(lái)，超高性能混凝土(UHPC)作為一種先進(jìn)的水泥基膠凝材料，因其具有超高強(qiáng)度、韌性和耐久性等優(yōu)良性能，已受到國(guó)內(nèi)外土木工程領(lǐng)域的廣泛關(guān)注，具有廣闊的工程應(yīng)用前景。超高性能混凝土由水泥、石英砂、粉煤灰、硅粉、高效減水劑和鋼纖維等材料組成，其抗壓和抗拉強(qiáng)度(分別可達(dá)150、8 MPa)均遠(yuǎn)遠(yuǎn)高于纖維增強(qiáng)混凝土。研究者通過(guò)對(duì)UHPC進(jìn)行大量的數(shù)值和試驗(yàn)研究表明，UHPC具有低滲透性能，高延性、高斷裂能(高達(dá)40 kJ/m2)和高耗能能力，強(qiáng)耐久性。Carbonell試驗(yàn)研究表明：采用UHPC加固混凝土結(jié)構(gòu)，界面黏結(jié)性能良好，強(qiáng)度可達(dá)到被加固混凝土(NSC)抗拉強(qiáng)度的69%～91%，若對(duì)被加固混凝土表面進(jìn)行切槽，其強(qiáng)度可達(dá)到107%～117%。與傳統(tǒng)方法相比，使用UHPC加固或修復(fù)鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)能有效提高橋梁的承載能力，該方法不僅能顯著提高加固鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的承載力和耐久性，還可采用預(yù)制和裝配快速施工、截面尺寸變化最小、交通中斷最小。因此，國(guó)內(nèi)外學(xué)者對(duì)UHPC進(jìn)行橋梁加固和維修做了大量試驗(yàn)，如Muhammad Safdar、Lampropoulos A P等將鋼筋混凝土梁頂部和底部部分混凝土替換成 UHPFRC材料，能有效增強(qiáng) NC 梁的抗彎承載力；M.A.Al-Osta 等研究采用UHPC對(duì)NC梁的加固效果，證明采用U形套箍加固在梁底澆筑UHPC薄層對(duì)NC梁的承載力提高較多；鄧宗才等采用配鋼筋的UHPC薄層澆筑于NC梁底部對(duì)其抗彎承載力明顯提升，并降低跨中撓度；徐世烺等采用摻聚合物纖維的素UHPC在橋梁底部加固素混凝土梁，發(fā)現(xiàn)其UHPC層不僅能大幅提高復(fù)合梁的抗彎承載力，還對(duì)被加固混凝土梁中裂縫的開展有抑制作用，有效提高了復(fù)合梁的延性。

目前，PC斜拉橋開裂后非線性性能研究是橋梁工程界關(guān)注的熱點(diǎn)之一，該文以一座主跨220 m的PC斜拉橋?yàn)楸尘?，設(shè)計(jì)制作局部縮尺試驗(yàn)?zāi)Ｐ土海荚谘芯恐髁洪_裂后PC斜拉橋的體系剛度退化特點(diǎn)及規(guī)律；當(dāng)主梁加載破壞后對(duì)梁體裂縫進(jìn)行灌縫處置，再施加與原試驗(yàn)工況一致的荷載進(jìn)行加載，研究梁體破壞后僅灌縫處置PC斜拉橋模型體系剛度提升程度及體系剛度退化規(guī)律?；谠髁杭肮嗫p主梁試驗(yàn)，研究在不同裂縫狀態(tài)下體系剛度變化情況，基于有限元分析，探討主梁開裂后，在主梁不同剛度折損情況下，采用不同厚度UHPC材料加固PC主梁對(duì)體系剛度的提升性能，并計(jì)算將主梁受損斜拉橋體系剛度恢復(fù)至原主梁未損傷狀態(tài)的最小UHPC層厚度。

2 PC斜拉橋模型試驗(yàn)

2.1 原模型梁試驗(yàn)介紹

原縮尺斜拉橋模型試驗(yàn)梁是以某主跨為220 m的PC斜拉橋?yàn)樵蜆?，選取單側(cè)塔跨中附近5根索及對(duì)應(yīng)的5個(gè)節(jié)段，根據(jù)相似理論按相似比為1∶7.4制作的。設(shè)計(jì)試驗(yàn)梁全長(zhǎng)7 196 mm，計(jì)算跨徑6 736 mm，主梁截面為T形截面，梁高420 mm，腹板厚度195 mm；主梁選用C50細(xì)骨料混凝土；模型試驗(yàn)梁上、下部縱向預(yù)應(yīng)力直束均采用2φj15.24 mm鋼絞線，極限抗拉強(qiáng)度為1 860 MPa，張拉控制應(yīng)力為1 395 MPa；普通縱向鋼筋及箍筋均采用HRB335鋼筋，配筋率與原橋截面配筋率保持一致；斜拉索采用單根φj15.24 mm鋼絞線等效替代，具體張拉力根據(jù)理論計(jì)算所得進(jìn)行控制，主梁內(nèi)預(yù)埋斜向螺桿與斜拉索連接。具體模型斷面尺寸及配筋如圖1所示。

圖1 預(yù)應(yīng)力混凝土模型梁尺寸及配筋(單位：mm)

對(duì)模型梁進(jìn)行破壞加載過(guò)程中，在集中力和均布荷載作用下，首先在集中力附近開裂，隨著活載倍數(shù)的增加，裂縫不斷擴(kuò)展，主梁不斷損傷，鋼筋屈服，當(dāng)荷載達(dá)到18倍活載時(shí)，試驗(yàn)梁L/4～3L/4范圍內(nèi)滿布裂縫，最大裂縫寬度達(dá)3.4 mm，此時(shí)主梁頂板混凝土壓碎，主梁破壞。

2.2 主梁裂縫封閉試驗(yàn)介紹

原試驗(yàn)梁加載破壞后，大部分裂縫寬度超過(guò)0.2 mm，集中力作用處頂板混凝土壓碎，為提升主梁及斜拉橋體系剛度，采用優(yōu)質(zhì)A級(jí)改性環(huán)氧灌封膠對(duì)主梁所有寬度大于0.1 mm的裂縫進(jìn)行灌縫封閉。清理原試驗(yàn)梁頂板破碎及松散混凝土，并澆筑UHPC層以便于安裝加載裝置。為對(duì)比分析灌漿主梁體系剛度較原主梁試驗(yàn)?zāi)Ｐ吞嵘潭?，裂縫灌漿主梁試驗(yàn)的測(cè)點(diǎn)布置及加載工況與原主梁加載試驗(yàn)保持一致。

2.3 測(cè)點(diǎn)布置及加載工況

分別在斜拉索正下方及兩端支座中心線處布置位移計(jì)進(jìn)行主梁撓度測(cè)量，位移計(jì)布置如圖2所示。斜拉索成橋索力控制及試驗(yàn)過(guò)程中索力變化采用在斜拉索塔端安裝振弦式錨索計(jì)方式進(jìn)行監(jiān)測(cè)。

圖2 測(cè)點(diǎn)布置圖

原實(shí)橋設(shè)計(jì)汽車荷載等級(jí)為公路-Ⅰ級(jí)，根據(jù)JTG B01—2014《公路工程技術(shù)標(biāo)準(zhǔn)》，其車道荷載為均布線荷載10.5 kN/m和集中荷載360 kN，設(shè)計(jì)車道數(shù)為單向五車道，跨徑為220 m，考慮橫向折減系數(shù)、縱向折減系數(shù)及橫向分布系數(shù)后，最終得到汽車荷載計(jì)算系數(shù)為3.312，試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖嗨票葹?.422 7，且模型梁在橫向取實(shí)橋截面的1/2，因此可得試驗(yàn)梁等效車道荷載。

等效后模型梁一倍均布線荷載為：

10.5×3.312÷7.422 7÷2=2.342 5 kN/m

等效后模型梁一倍集中力為：

360×3.312÷7.422 72÷2=80.32 kN

試驗(yàn)采用等效車道荷載，原主梁試驗(yàn)加載過(guò)程中工況1、2以計(jì)算活載倍數(shù)控制，工況3～7則以裂縫寬度控制；灌縫主梁試驗(yàn)加載過(guò)程中控制荷載，工況1、2與原主梁相同，而工況3～7則以原主梁各工況裂縫寬度對(duì)應(yīng)的所需活載倍數(shù)進(jìn)行控制，具體見表1。

表1 原主梁加載工況

圖3 試驗(yàn)?zāi)Ｐ涂傃b圖

2.4 試驗(yàn)結(jié)果分析

為研究原主梁在破壞荷載作用下全過(guò)程剛度下降情況，選取12#索正下方的F5號(hào)位移計(jì)作為控制截面位移，工況7破壞荷載作用下主梁的位移與活載倍數(shù)的關(guān)系曲線及對(duì)相應(yīng)區(qū)間進(jìn)行擬合結(jié)果如圖4所示。

由圖4可知：主梁裂紋張開荷載(2.5倍汽車荷載)小于初裂加載的開裂荷載(4.4倍汽車荷載)，在裂紋張開前接近彈性工作狀態(tài)；裂紋張開后，剛度迅速減小，鋼筋屈服后，剛度進(jìn)一步降低，但仍能繼續(xù)承受部分荷載和變形。主梁在裂紋張開前和張開后，體系剛度大概下降了45%，鋼筋屈服后對(duì)應(yīng)的擬合區(qū)間為12.64～18倍活載，該階段主梁受壓區(qū)混凝土基本屈服，混凝土屈服主梁截面剛度幾乎降為0，而其體系剛度下降了75%。可以發(fā)現(xiàn)：斜拉橋體系的剛度下降比較遲緩，梁截面剛度下降比較快，即使主梁?jiǎn)适Я顺休d能力，斜拉橋體系仍具有一定的承載能力。

為研究原主梁及灌漿主梁在不同工況下的結(jié)構(gòu)體系剛度變化情況，同樣選取12#索正下方的F5號(hào)位移計(jì)作為控制截面位移。因各工況3次加載的重復(fù)性好，文中僅示出原主梁和灌漿主梁第3次加載結(jié)果。原主梁和灌漿主梁各工況剛度擬合曲線見圖5、6。

圖5 原主梁各工況剛度曲線擬合

圖6 灌漿主梁各工況剛度曲線擬合

根據(jù)圖5、6，以原主梁工況2作用下剛度為基準(zhǔn)，將原主梁及灌漿主梁各工況下剛度折減情況列于表2。

表2 各工況試驗(yàn)?zāi)Ｐ腕w系剛度變化比

由圖5、6及表2可知：原主梁工況6(受拉鋼筋屈服)加載時(shí)體系剛度為未受損時(shí)的0.56。由圖4可知：工況7(鋼筋屈服，頂板混凝土開裂)加載時(shí)體系剛度僅為未受損時(shí)的0.25，而在裂縫灌漿處理后，體系剛度達(dá)到0.86，能顯著提升PC斜拉橋破壞主梁的剛度，但僅做裂縫灌漿處置很難將破壞主梁的剛度恢復(fù)到受損之前；隨著主梁受損程度的增加，原主梁及灌漿主梁PC斜拉橋試驗(yàn)?zāi)Ｐ腕w系剛度越來(lái)越接近，在工況6作用下，原主梁模型與灌漿主梁模型體系剛度幾乎相同。

試驗(yàn)結(jié)果表明，即使工況6滿載時(shí)，整個(gè)試驗(yàn)?zāi)Ｐ偷某休d能力仍有較大富余，當(dāng)PC斜拉橋主梁受損嚴(yán)重時(shí)，對(duì)其進(jìn)行加固處理能顯著提高其體系剛度及承載能力，而僅進(jìn)行灌縫封閉處置很難將破壞主梁的剛度恢復(fù)到受損之前，因此采用合理的加固方法及加固材料進(jìn)行加固處置后提高其承載能力及耐久性顯得尤為重要。

3 UHPC加固方案探討

UHPC加固鋼筋混凝土梁或板自2007年首次提出后，國(guó)內(nèi)外學(xué)者就超高性能混凝土加固鋼筋混凝土受彎構(gòu)件做了大量研究，圖7為4種加固配置。

圖7 4種不同的UHPC加固配置方式

由圖7可知：使用雙面配置的主要原因是提供抗剪加固，且這種結(jié)構(gòu)的抗彎加固效率應(yīng)低于3面結(jié)構(gòu)。

為研究UHPC加固PC斜拉橋主梁體系剛度提升性能，根據(jù)試驗(yàn)研究結(jié)果，對(duì)受損PC斜拉橋主梁進(jìn)行灌縫封閉。為確保主梁受壓區(qū)混凝土不會(huì)過(guò)早被壓碎而破壞，在主梁頂板集中力加載附近1 m范圍內(nèi)加固2 cm厚UHPC；在主梁受拉區(qū)域采用受拉側(cè)加固配置。為研究主梁在不同損傷程度下采用不同厚度UHPC層加固受拉側(cè)對(duì)PC斜拉橋體系剛度提升效果，通過(guò)改變主梁剛度近似模擬主梁不同的損傷程度，研究主梁剛度退化對(duì)體系剛度的影響；隨后在此基礎(chǔ)上采用不同UHPC厚度對(duì)受損主梁進(jìn)行加固，研究不同厚度UHPC對(duì)PC斜拉橋體系剛度的影響程度，并探討主梁開裂后，在主梁不同剛度折損情況下，采用不同厚度UHPC材料加固PC主梁對(duì)體系剛度的提升性能，確定將主梁受損斜拉橋體系剛度恢復(fù)至原主梁未損傷狀態(tài)的最小UHPC層厚度。

4 有限元模型

有限元模型尺寸與試驗(yàn)?zāi)Ｐ拖嗤?。原主梁材料為C50混凝土，受拉區(qū)縱向鋼筋和其他普通鋼筋分別采用直徑為10 mm和8 mm的HRB345鋼筋；預(yù)應(yīng)力筋采用屈服強(qiáng)度為1 860 MPa、直徑為15.2 mm(1×7)的鋼絞線；斜拉索采用直徑為15.2 mm(1×7)的預(yù)應(yīng)力鋼絞線，屈服強(qiáng)度為1 860 MPa。

在Abaqus有限元軟件中，主梁采用C3D8R單元模擬，支座采用彈簧單元模擬，彈簧剛度值由試驗(yàn)所得，普通鋼筋以及預(yù)應(yīng)力鋼絞線采用T3D2單元模擬，并采用“embedded”處理進(jìn)行自由度耦合，模擬混凝土和鋼筋骨架之間的相互作用。為避免發(fā)生應(yīng)力集中現(xiàn)象，在拉索和主梁之間設(shè)置了鋼墊塊。預(yù)應(yīng)力筋和斜拉索都采用降溫法施加初拉力，活載集中力通過(guò)試驗(yàn)梁頂板剛性墊塊施加，活載均布荷載則在梁底通過(guò)“壓強(qiáng)”荷載實(shí)現(xiàn)。各材料參數(shù)取值如表3所示。

表3 材料參數(shù)

5 計(jì)算結(jié)果分析

分別將主梁剛度下降為未受損主梁的90%～10%，在此基礎(chǔ)上，采用不同UHPC層厚度加固主梁受拉側(cè)，探討主梁在不同剛度折損情況下，采用不同厚度UHPC材料加固PC主梁對(duì)體系剛度的提升程度，并計(jì)算將主梁受損斜拉橋體系剛度恢復(fù)至原主梁未損傷狀態(tài)的最小UHPC層厚度。選取12#索正下方截面位移作為控制截面位移，同時(shí)以未受損主梁體系剛度為基準(zhǔn)，未加固主梁及加固主梁后體系剛度變化情況如表4、圖8所示。

表4 剛度比隨主梁剛度退化及UHPC加固層厚度變化情況

圖8 剛度比隨主梁剛度退化及UHPC加固層厚度變化情況

由表4、圖8可知，PC斜拉橋體系的剛度下降較梁截面剛度下降遲緩，這與試驗(yàn)結(jié)果相同，體系剛度下降并不隨主梁剛度下降線性變化；當(dāng)主梁受損越嚴(yán)重，UHPC加固層對(duì)斜拉橋體系剛度提升越大，同時(shí)體系剛度的提升并不隨UHPC加固層厚度的增加而線性變化；當(dāng)主梁剛度退化為原主梁的90%、80%、70%、60%、50%時(shí)，為使斜拉橋體系剛度恢復(fù)至未受損時(shí)，需要最小的UHPC層厚度分別為0.844、1.652、2.478、3.326、4.222 cm，根據(jù)試驗(yàn)結(jié)果，主梁灌縫封閉后，體系剛度約為未受損主梁體系剛度的0.86，根據(jù)表4可知，為使主梁受損后的斜拉橋體系剛度恢復(fù)至未受損時(shí)，在對(duì)主梁進(jìn)行灌縫封閉處置后，還需采用在受拉側(cè)加固2.660 cm厚UHPC層。

6 結(jié)論

通過(guò)對(duì)原主梁及灌縫主梁進(jìn)行兩側(cè)試驗(yàn)研究，并采用UHPC加固主梁受拉側(cè)進(jìn)行數(shù)值模擬計(jì)算分析，得到以下結(jié)論：

(1)斜拉橋體系為超靜定結(jié)構(gòu)，體系整體剛度在荷載作用下下降比較遲緩，梁截面局部剛度下降比較快。當(dāng)主梁受拉區(qū)混凝土開裂區(qū)域喪失了承載能力，斜拉橋體系仍具有較強(qiáng)的承載能力。

(2)主梁裂縫灌漿處置后對(duì)結(jié)構(gòu)體系剛度提升明顯，但很難恢復(fù)至受損之前；隨著主梁受損程度的增加，原主梁及灌漿主梁PC斜拉橋體系剛度越來(lái)越接近，在工況6作用下，原主梁模型與灌漿主梁模型體系剛度幾乎相同。

(3)數(shù)值分析結(jié)果表明：PC斜拉橋體系的剛度下降較梁截面剛度下降遲緩，這與試驗(yàn)結(jié)果相同，體系剛度的提升并不隨UHPC加固層厚度的增加而線性增加，為使主梁受損破壞后的斜拉橋體系剛度恢復(fù)至未受損時(shí)，在對(duì)主梁進(jìn)行灌縫封閉處置后，還需采用在受拉側(cè)加固2.660 cm厚UHPC層。