某桁腹式PC组合梁桥的病害分析

朱晓栋

（上海市政交通设计研究院有限公司，上海市 200030）

某桁腹式PC组合梁桥的病害分析

朱晓栋

（上海市政交通设计研究院有限公司，上海市 200030）

深圳市某大学南北校区连接通道主桥采用了双层桥面桁腹式PC组合梁结构结构，桥梁墩梁固结，下部结构采用空间放射性钢管混凝土组合桥墩。桥梁在通车前检测发现桥面板横桥向开裂严重，在荷载试验下结构侧倾震动明显。为查清病害产生原因，采用精细化空间梁格模型对该新型结构进行了空间结构分析。空间静力分析结果表明：恒荷载和活荷载作用下结构顶底板应力水平均较低，温度、收缩徐变二次效应对结构混凝土顶板产生较大的应力，导致结构顶板开裂严重；空间动力分析结果表明：结构一阶主振型为侧向扭转，且频率较低，表明了结构侧向扭转刚度较低。

桁腹式PC组合梁；病害；空间梁格；应力分析；侧向扭转刚度

0 引言

钢-混凝土组合桁架梁桥最常见的方式是混凝土桥面板和钢桁架的上弦杆通过剪力连接件相连，共同参与受力，桁架上、下弦处的横梁和平联不是必须的，混凝土桥面板可以替代其作用[1]。而桁腹式PC组合梁与常规的钢桁架组合梁最大不同点在于：桁腹式PC组合梁的顶底板既是直接承受桥面荷载的结构又必须作为桁腹结构的上下弦杆和平联，顶底板作为整体结构必要的构件组成之一，其若破坏将直接导致整体结构成为机动的结构。

本文分析的桥梁采用了钢管混凝土桁架腹杆+PC混凝土顶底板的桁腹式组合结构，根据其特点进行精细化空间研究分析，并分析结构病害原因，以期对该类型桥梁设计提供一定的帮助和建议。

1 工程概况

本工程位于深圳某大学校园内，起点位于大学北校区，由北向南上跨城市快速路后通过定向匝道接入南校区内。桥梁共分为三联，其中第一联为（3.5 m+25 m+40 m+40 m+50 m+47.5 m+62.5 m+ 30 m+3.5 m）=302 m双层桥面桁腹式PC组合连续梁桥，桥梁上层桥面为机动车道，双向两车道，总宽10 m；下层桥面为人行道，总宽7 m；第二联和第三联分别为（19.5 m+25 m+25 m）和4×25 m预应力混凝土连续箱梁。主桥总体布置见图1和图2。

图1 主桥总体布置图（单位：m）

图2 主桥横断面布置图（单位：m）

2 结构设计

上部结构采用单幅双层布置，总高4.0 m。顶板总宽10.0 m，单侧悬臂长度2.0 m，顶板厚度0.2～0.5 m。底板总宽7 m，钢桁腹横桥向中心距6 m，腹杆处1 m宽度范围内厚度为0.5 m，其余腹杆间5 m为0.25 m的等厚段。

钢桁腹节间距5 m，斜腹杆竖向投影净高3 m，与水平面夹角55.4°，采用Φ426×16 mm钢管，内部填充C50微膨胀混凝土。腹杆与顶板、底板采用双肢钢板T-PBL连接键加焊接栓钉的连接方式。钢桁腹节点与顶底板连接节点处，顶底板设置1.0 m（宽）×0.5 m(高)的横肋，上部断面见图3。

图3 主桥断面构造尺寸（单位：mm）

上部结构采用三向预应力设计，顶板横向预应力采用Φs15.20-5钢绞线，底板横向预应力采用Φs15.20-3钢绞线，桥墩两侧受拉力较大的腹杆布置一束Φs15.20-3钢绞线。桥梁顶底板纵向预应力钢束均采用Φs15.20-9钢绞线，每个顶板支点上缘设置17束，横向间距0.4 m。跨中底板设置8束，横向间距0.6 m。纵向钢束见图4。

图4 主桥断面预应力布置（单位：mm）

下部结构0号台采用坐板式扩大基础桥台，桥墩采用4肢空间放射形钢管混凝土V形墩，立柱为Φ800×16 mm钢管,内部填充C50微膨胀混凝土。墩顶钢管横桥向间距6 m，顺桥向间距为5 m，立柱钢管墩底纵横间距均为2.5 m。立柱顶部设置4根Φ351×12 mm钢管系梁。基础采用4根1.2 m直径冲孔桩，承台为4.7 m×4.7 m矩形承台，承台厚度1.5 m，桥墩高度在5～8 m之间。

除0号桥台外，桥墩均采用墩梁固结的无支座设计，钢管混凝土立柱与与上部结构底板采用双肢钢板T-PBL连接键加焊接抗剪栓钉的刚性连接方式。

3 病害情况

主桥在2015年6月开始进行施工，2016年6月施工完毕。施工完毕拆除支架后对主体结构进行检测时发现，顶板结构横桥向开裂严重（由于桥面铺装已施工完毕，外观检测的裂缝均为顶板下缘），全桥顶板共计发现207条横向裂缝，裂缝宽度超过0.2 mm的共计8条，横向贯通的裂缝55条，裂缝分布沿顺桥向均匀布置，墩顶位置相对密集。结构底板未发现明显的开裂现象。

为检验桥梁的成桥受力状况，在2016年7月进行了荷载实验，根据相关检测实验规范，采用了5辆38 t重的汽车队62.5 m桥跨进行了四级偏心加载，在加载到三级荷载（四辆试验车辆）时，观测到桥面栏杆、护栏、护栏和钢桁腹杆存在明显的横向晃动，且侧倾明显，故终止荷载试验。

4 结构分析

由于桁腹式组合梁腹杆的不连续性，其截面受力不完全满足平截面假定，因此不能采用单一的梁单元来建模分析。从截面组成来看，桁腹式PC组合梁本身可以分解为3个组成部分：顶板、桁架腹杆、底板，整个断面可以离散为“板”和“梁”的混合体系。

板单元计算结果不能很方便的指导配筋设计，而空间梁格模型就是基于“板梁”混合体系，将顶底板离散为十字交叉的空间正交梁格，板厚在断面上变化均演变为局部纵横梁的梁高变化，这样整个结构均为梁单元体系，其结果可以直接与规范的条文进行适应对比。

计算采用精细化空间梁格模型进行结构分析，既可满足整体受力分析，又可以满足横向受力分析的要求[2]。通过对于连接节点的细化模拟，还可以得到桁腹杆的端部内力和应力，满足节点端部设计要求。

4.1 空间模型的建立

采用Midas Civi 2015建立空间梁格模型，顶板和底板采用密集型空间网格状梁格，网格间距最大不超过0.25 m。腹杆及下部结构单元受力较为明确，单元划分的长度相对大点。全桥共建立193 405个单元，98 939个节点，空间模型如图5。

图5 全桥有限元模型

4.2 使用荷载顶底板应力分析

根据空间模型计算结果，按位置输出顶底板使用荷载单向应力如下表1～表4所示。

表1 顶板使用荷载单项应力 MPa

表2 顶板使用荷载单项应力 MPa

表3 底板使用荷载单项应力 MPa

表4 底板使用荷载单项应力 MPa

分析结果显示，顶板由于温度次应力占所有拉应力的20%～54%，收缩徐变次应力占所有拉应力的11%～36%。底板由于温度和收缩徐变产生的次效应则比例较低。

4.3 成桥状态下顶底板的应力分析成桥阶段各位置的顶底板应力如表5和表6。根据分析结果可知，成桥状态下：

（1）顶板大部分位置的拉应力均超过C60混凝土抗拉强度设计值1.96 MPa，最大达到9.3 MPa。

（2）底板的薄弱点位于预应力锚固点后方，主要由预应力局部效应引起。

4.4 发正常使用阶段顶底板抗裂验算

根据前述计算结果，将活载效应与各使用荷载单项进行组合，得到正常使用阶段顶底板抗裂验算如表7-表8。

表5 顶板成桥状态应力 MPa

表6 底板成桥状态应力 MPa

表7 短期效应组合顶板抗裂验算汇总表 MPa

表8 短期效应组合底板抗裂验算汇总表

根据组合结果，短期效应作用下：

（1）顶板截面沿顺桥向均出现较大的拉应力，且拉应力均超过规范的限值。

（2）底板截面上缘、下缘沿顺桥向,在近支点和锚后均出现拉应力，拉应力均为预应力锚后局部应力。

4.5 动力特性分析

动力特性分析采用多重Ritz向量法，将结构的二期荷载其他附属荷载均转换为结构质量，结构的自重由程序按集中质量法转换为质量。结构的前8阶振型结果见表9。

表9 结构前8阶振型参数列表

动力特性分析结果表明：振型1～振型5均为上部结构主梁侧扭，其频率介于0.87 Hz～1.91 Hz；振型1～8自振频率均小于3，其中振型8为竖向主振型，自振频率为2.79 Hz。

5 结语

（1）结构分析的结果基本验证了成桥检测的结果，即顶板沿顺桥向开裂严重。

（2）结构采用了墩梁固结的体系且结构刚度较大，顶板温度、收缩徐变次应力占比较大，跨中无预应力钢束区域则是由上述次效应叠加预应力次效应产生拉应力。

（3）振型模态1～5均为结构主梁扭转，频率介于0.87 Hz～1.91 Hz，主梁侧向扭转刚度较弱。

（4）振型1～8频率均小于3，其中振型8为竖向主振型，自振频率为2.79 Hz，模态1～模态8的基频均不满足人行天桥对结构基频的要求。

[1]邵长宇．梁式组合结构桥梁[M].北京：中国建筑工业出版社，2014.

[2]黄华琪，张建东，刘钊．钢桁腹式混凝土组合箱梁桥的空间梁格模型[J]．现代交通科技，2011，8（6）：27-30.

[3]JTG D62-2004，《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》[S].

U445.7+1

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1009-7716（2017）08-0212-04

10.16799/j.cnki.csdqyfh.2017.08.066

2017-05-01

朱晓栋（1981-），男，江苏东台人，工程师，从事桥梁工程设计工作。