喷射高性能水泥复合混凝土加固石拱桥试验研究*

尚守平,狄国伟,刘 君,王草原

(湖南大学 土木工程学院，湖南 长沙 410082)

石拱桥造型优美、造价低廉、取材方便、在我国技术娴熟，曾经在钢产量低的建国初期得到广泛的应用.然而由于年久、交通量加重、自然灾害等原因，目前大部分石拱桥存在一定的开裂、破损等安全隐患.考虑到旧危桥数量多，覆盖面广，拆除重建不仅耗资巨大，新建期间社会付出的“综合代价”更为高昂，因此对旧危桥进行加固改造是最佳选择[1].

石拱桥加固的方法很多，有增大截面法、锚喷法、粘贴加固法、套箍法等，增大截面法需在拱腹部支模浇筑振捣混凝土，施工困难，且加固界面粘结性能不佳，混凝土早期强度较低，工期长[2]；锚喷混凝土后期强度低，耐久性差[3]；粘贴加固法用有机胶粘结，耐久性不好[4]；套箍法需搭设满堂支架，施工复杂，且主要适用于空腹式石拱桥.而高性能复合水泥混凝土加固砌体结构是一种新型的加固方法，在砌体结构加固中正在被广泛应用[5-7]，具有施工方便快捷，经济效益好，无机材料加固耐久性好等优点.单面喷射高性能水泥复合混凝土进行石拱桥加固，可以免除上部填土开挖，大大减少工程量，具有重要的社会和工程意义.

为了研究喷射高性能水泥复合混凝土加固石拱桥的加固效果，在湖南大学结构实验室中砌筑两个相同模型石拱桥，一个不加固，另一个考虑到石拱桥通常具有较大的恒载不能卸除，进行带载加固，通过试验结果的对比分析，研究喷射高性能水泥复合混凝土加固石拱桥对石拱桥开裂模式、破坏形态、及极限承载力的影响.

1 材性试验

1.1 砌体的材性试验

按文献[8]的规定，砌体的标准试件截面尺寸为200 mm×300 mm, 试件高度为630 mm.试件砌块尺寸为200 mm×97 mm×70 mm，砌块实测强度为82.6 MPa，用M15水泥砂浆砌筑，在湖南大学结构实验室5 000 kN压力机上进行砌体试件的材性实验.标准试件破坏图见图1.

(a)宽侧面1 (b)宽侧面2

图1 标准试件破坏图

Fig.1 Failure of the standard specimens

石砌体的轴心抗压强度见表1，由表1可得出石砌体的抗压强度平均值为27.5 MPa.试验中3个试件宽侧面应力应变数据见图2，由图2可得出石砌体的弹性模量为1.32×104MPa.

表1 石砌体的轴心抗压强度

应变

1.2 喷射混凝土的材性试验

试验中喷射高性能水泥复合混凝土为普通水泥混凝土掺加少量的由聚丙烯纤维、膨胀剂、粉煤灰及硅灰等超细掺和料组成的添加剂，实测喷射混凝土的强度达C50，喷射混凝土的弹性模量为3.45×104MPa.

2 石拱桥模型试验

2.1 墩台浇筑

墩台浇注时留水平及竖向预留孔，竖向预留孔穿锚杆锚固在实验室地下室顶板上，水平预留孔穿拉结锚杆，用螺栓锚紧，保证墩台固定.

2.2 砌筑石拱桥模型

石拱桥模型的几何尺寸为跨径4.5 m,矢高1.34 m，拱轴线为抛物线形，试验中确定了10个控制点的高度来保证拱桥模型拱轴线的位置，见图3.

图3 石拱桥模型砌筑(m)

2.3 加载装置

石拱桥模型拱轴线是抛物线，对应合理拱轴线的荷载应为沿跨度方向的均布荷载，由于实际荷载复杂，不可能出现完全轴压的情况，石拱桥模型截面上可能会出现弯矩作用，由于石拱桥抗拉强度很低，一旦截面出现拉应力，则石拱桥模型截面就会开裂，这在石拱桥设计中是不允许的.故本试验的加载原则是石拱桥模型截面不产生拉应力.由于实验室中反力架需安装在锚孔位置，荷载采用千斤顶来施加，经过试算，以石拱桥模型全截面不产生拉应力为准，采用两个150T千斤顶，两根分配梁进行四点加载，加载示意图见图4.

图4 加载装置(mm)

2.4 加 载

试验中两个千斤顶由同一个油泵来控制，保证加载同步对称.加载时，先施加预估破坏荷载的5%，进行预加载.确定仪表工作正常后进行正式加载.正式加载采用分级加载，每级荷载50 kN，加载速率为0.5 ～1.0 kN/s，加载完成后，恒压2～3 min，进行数据记录及裂缝观察，然后施加下一级荷载.加荷至预估破坏荷载的80%后，撤除百分表，按照原定加荷速率连续加荷，直至试件破坏.

2.5 喷射加固

对于带载加固石拱桥模型，需在持载后进行喷射加固，喷射加固层厚度不宜过小，过小则加固效果不明显，也不宜过大，过大会增加自重并增大施工难度.本实验中选用加固层厚度为60 mm.为了加强加固层与原拱桥的连接，在拱桥模型拱腹下打剪切销钉，在销钉上绑扎钢筋网，销钉和钢筋网都采用φ6的带肋钢筋.加固过程见图5.

3 试验结果及分析

3.1 未加固石拱桥模型破坏过程

加载前期，拱桥模型上基本不产生裂缝，当加载到极限荷载的75%时，在跨中位置沿垂直拱轴线的竖向灰缝开始出现裂缝.当加载到极限荷载85%时，拱桥模型主要在3个位置出现裂缝：

图5 喷射加固

1)跨中位置裂缝主要集中在跨中两个加载点之间，裂缝主要沿着垂直拱轴线的竖向及横向灰缝，砌块上基本无裂缝(图6(a))；

2)左右拱脚及附近加载点之间，在砌块上出现沿着拱轴线方向的细微裂缝(图6(b),(c))；

3)千斤顶下方，主要在拱桥模型侧面出现沿着拱轴线方向的贯通裂缝，裂缝长度跨过五皮砌块(图6(d))．

当加载到极限荷载的95%时，在左拱脚及附近加载点之间拱桥模型侧面迅速出现沿着拱轴线方向的贯通裂缝，之后很短时间内石拱桥模型在此处垮塌破坏(图6(e))，破坏呈明显脆性，破坏后砌体散落(图6(f)).

3.2 未加固石拱桥模型承载力分析及结果对比

石拱桥模型跨度4.5 m,矢高1.34 m,采用有限元软件进行分析，采用beam188梁单元，划分68个单元，两端固支.建模过程中做以下简化：分配梁通过墩台传向拱圈接触面的力视为均布竖向荷载，均布荷载为集中力与接触面沿拱圈跨度方向长度的比值.几何模型及荷载施加方式见图7.

图6 未加固石拱桥模型破坏过程

图7 几何模型及荷载施加方式

采用静态分析，施加荷载为单位力，分析拱桥模型内力分布见图8，边缘应力分布见图9.

图8 拱桥模型内力分布

图9 拱桥模型边缘应力分布

试验中，两千斤顶同步对称加载，拱桥模型应力分布不变且按比例增加.从理论计算结果可知，拱桥模型应在边缘压应力最大处先破坏.即拱脚与附近加载点之间9单元或60单元位置，距拱脚0.43 m处，此处石拱桥下边缘应力达到砌体抗压强度后拱桥模型破坏.实际拱桥模型破坏点位置正在左拱脚及附近加载点之间.破坏荷载为800 kN,计算结果为702 kN，理论计算结果与实际实验结果基本吻合.

3.3 带载加固石拱桥模型破坏过程

当第一阶段受力水平为0.7时，千斤顶压力应为800×0.7=560 kN，试验中先将拱桥加载至560 kN，在加载过程中基本不出现裂缝，只有少量的沿砌筑砂浆灰缝的裂缝(图10(a)).加载第二阶段是在喷射加固之后，持载15 d之后进行的，加载直接在原来的持荷水平上进行加载.

图10 带载加固石拱桥模型破坏过程

当加载到加固后极限承载力的66%时，在右侧拱脚与加载点之间拱桥模型砌块侧面上出现沿拱轴线方向的细微裂缝，不过之后此处裂缝基本不发展(图10(b)).

当加载到极限承载力的90%时，在跨中加固层侧面及底面出现垂直拱轴线方向的竖向及横向裂缝(图10(c))，同时在左侧拱脚与加载点之间拱桥模型砌块上出现沿拱轴线方向的贯通裂缝(图10(d))，之后此裂缝随着荷载的增加而延伸，最终拱桥模型在此处破坏.

加固后拱桥模型的破坏形态与未加固拱桥模型基本相同，破坏时，有几块砌体飞出，然后余下拱桥模型向下垮塌(图10(e)).加载过程中，加固层与拱桥模型粘结良好，无剥离现象(图10(f)).

3.4 带载加固拱桥模型承载力分析及结果对比

加固结构属于二次受力结构，拱桥模型加固前为第一受力阶段，由拱桥模型单独承受荷载，加固后新增加的荷载由拱桥模型和加固层形成的组合截面共同承受.在喷射加固之前，拱桥模型的各截面应力分布同未加固拱桥模型是一致的.喷射加固后，拱桥模型下部新增加了一层喷射混凝土加固层，拱桥模型内部的应力分布会有所变化.为了得到不同加固层厚度对拱桥模型应力分布的影响，用有限元分析软件分别建立模型进行分析，分析时根据应力应变相同的原则进行截面转换，为保证截面上各处应变相等，固定加固层的高度，换算加固层的宽度b'=bE2/E1.

根据有限元分析结果，C50混凝土加固层厚度对截面内力分布的影响见表2．

表2 加固层厚度对截面内力分布的影响

从表2可以看出控制截面位置基本不变，控制截面偏心距有一定变化，结合不同的混凝土强度，得出加固后控制截面偏心距和加固层厚度及混凝土强度的关系见图11.图11中拟合的偏心距公式综合考虑了混凝土强度的变化及加固层变化对加固后截面偏心距的影响.当加固层厚度在0.15 m范围内时，混凝土强度的改变对偏心距影响不大，计算时不考虑混凝土强度变化对截面偏心距的影响.

加固层厚度/mm

计算中采用的基本假定有以下几点：

1)假定新增加固层与原结构粘结良好，无相对滑移和剥落.

2)假定截面应变呈直线(平截面假定).

3)石砌体的应力应变关系见图12,由图可知石砌体应力应变取为直线时的弹性模量为Ek=11 400 MPa．

图12 石砌体应力应变曲线

4)喷射混凝土应力应变关系如图13所示.

图13 混凝土应力应变曲线

5)不考虑加固层内钢筋对截面受压的作用.截面破坏以控制截面边缘压应变达到0.002 5为破坏.

6)加固后破坏时截面偏心距符合公式

e0=0.066 9h2+0.020 7

(1)

计算中未加固拱桥模型的最大破坏荷载为已知，第一阶段受力水平D=0.7，则由D=Ns/Nu=Ms/Mu，可得到第一受力阶段拱桥模型上的内力Ns及Ms大小.

进而得到下面几个参数的值：

(2)

(3)

由平截面假定，截面应变始终保持平面，图14中虚斜线为加固前拱桥模型控制截面应变分布，实斜线为加固后控制截面应变分布.

图14 控制截面上应变分布

图14中各参数的意义如下:

ε1—Ns作用下原拱桥模型截面上边缘压应变；

ε2—Ns作用下原拱桥模型截面下边缘压应变；

ε3—Ns作用下加固层下边缘虚应变；

ε4—极限荷载作用下原拱桥模型截面上边缘压应变;

εcu—极限荷载作用下原拱桥模型截面下边缘压应变为0.002 5；

ε5—极限荷载作用下加固层下边缘压应变；

h1—原石拱桥模型截面高度；

h2—加固层厚度.

为了统一计算，统一对截面上边缘取矩，由于第一受力阶段截面内力已知，如能求出截面第二受力阶段石砌体边缘压应变达到极限时截面的内力大小，就可以得到截面能承担的最大内力.

计算时先假定原拱桥模型截面上边缘的应变大小为ε4，由于破坏时截面边缘应变εcu为已知，可知距截面上边缘处距离为x处的截面在第二受力阶段荷载作用下的应变大小为：

de=(x(εcu-ε4)/h1+ε4)-(x(ε2-ε1)/h1+ε1)

(4)

则根据截面的应力应变关系可得到距截面上边缘距离为x处的应力值为σx，得到各点应力之后，可积分求出截面的轴力和对上边缘顶面的弯矩如下.

第二受力阶段荷载作用下截面上的轴力大小为：

(5)

第二受力阶段荷载作用下对截面上边缘弯矩大小为：

(6)

组合截面中性轴距截面上边缘为：

(7)

由图15可知：

Mt=Nte0

(8)

M=Nt(y'+e0)

(9)

图15 截面弯矩转换示意图

计算时，我们可以假设一个ε4，将ε4代入式(5)，(6)，只要结果满足公式(9)，那么ε4即为所求的解，所有参数都得解，编程进行迭代计算，结果见表3.

表3 加固拱桥模型截面计算结果

表3中各参数的意义如下：

Fs—第一受力阶段每个千斤顶上荷载；

Ft—第二受力阶段每个千斤顶上荷载；

Fcu—拱桥模型截面能承担的千斤顶总荷载.

根据理论分析，加固后拱桥模型控制截面基本不变，实际破坏点位置在左拱脚及附近加载点之间，加固后拱桥模型截面破坏位置正在左拱脚及附近加载点之间，破坏时模型侧面显示出一条沿拱轴线方向的贯通裂缝，随着荷载的增加，裂缝逐渐发展，直到最大应力点位置砌体被压碎，上部残留砌体有几块飞出，拱桥模型整体向下跨塌.计算结果为994.9 kN，实际破坏荷载为1 000 kN,理论计算结果与实际实验结果基本吻合.

3.5 两座拱桥模型试验结果对比

未加固拱桥模型的极限承载力为800 kN,带载加固拱桥模型的极限承载力为1 000 kN,加固后拱桥模型承载力提升幅度为25%，说明喷射高性能水泥复合混凝土能有效提高拱桥的承载力.

未加固拱桥模型在加载到极限承载力的95%时才在破坏位置出现一条沿着拱轴线方向的贯通裂缝，之后在很短时间内破坏，基本没有反应时间，破坏呈明显脆性.加固后拱桥模型受力有所改善，在加载到加固后极限承载力的90%时，拱桥模型破坏位置处的裂缝发展已经明显，之后裂缝随着加载逐渐发展，有一定的破坏征兆，这说明喷射高性能水泥复合混凝土能有效改善拱桥模型的脆性破坏特性，增加结构的延性.

从加固后拱桥模型的破坏情况来看，除了破坏位置处上部砌体结构被压碎之外，其他截面处，加固层与拱桥模型粘结良好，无剥离及滑移现象，且破坏后模型仍保持相当的整体性，说明加固层能有效地加强结构的整体性能.

4 结 论

1)未加固拱桥模型的极限承载力为800 kN，带载加固拱桥模型的极限承载力为1 000 kN,加固后拱桥模型承载力提升幅度为25%，说明喷射高性能水泥复合混凝土能有效提高拱桥的承载力.

2)喷射高性能水泥复合混凝土与拱桥模型粘结良好，加固后能和原结构较好地共同工作，能有效改善拱桥模型的脆性破坏特征，增加结构延性，是一种有效的石拱桥加固方法.

3)文中的拱桥承载力计算方法的计算结果与实验结果吻合良好，可供工程加固设计参考使用.

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