南京长江大桥桥面体系改造方法 与力学行为分析

熊　文　 刘　华　 郭　建　 武嘉斌　 叶见曙

(1东南大学交通学院,南京 210096)(2中铁大桥勘测设计院集团有限公司, 武汉 430056)(3南京市公共工程建设中心,南京 210019)

南京长江大桥是长江上第一座由中国自行设计和建造的双层式公铁两用特大桥梁,1968年9月铁路桥(京沪线控制工程)通车,同年12月公路桥通车运营,已经营运使用了48年.基于当时的计算手段、技术水平、施工工艺及对交通量的有限预估,其上层公路混凝土桥面板在构造上通过垫块搁置在下层铁路钢桁架的纵、横梁上,在设计计算时理论上不参与主体钢桁架结构受力,桥面板结构设计尺寸相对偏小,使得混凝土行车道板很容易出现受力裂缝、桥面板的抗弯刚度下降、支点位置负弯矩峰值陡增、托架处出现混凝土行车道板边缘开裂、下翼缘压碎等现象,若不及时维护,则存在混凝土碎块掉落至铁轨而造成重大事故的风险[1-4].

2015年11月,南京长江大桥进行了一次封闭检测及勘察工作.检测结果表明,主桥混凝土桥面板存在多处网状裂缝或横向裂缝,部分裂缝存在渗水痕迹,说明桥面汽车荷载已对桥面板结构造成损害.桥面板局部掉块和砂浆垫层掉块对列车的通行安全造成严重威胁.桥面板损伤导致公路钢纵梁在承托渗水位置均存在不同程度的锈蚀,对钢纵梁的耐久性存在一定的影响.钢纵梁梁端裂纹随着时间的推移,数量逐步增多,过多的梁端裂纹将对整体受力性能带来一定的影响.综上可知,南京长江大桥的主桥桥面板、钢纵梁均存在较大的安全隐患.与2007年检测的结果相比,公路桥面板病害存在进一步增加的趋势,急需维修改造[3].

本文在铁路列车正常通行的前提下,提出了一种基于正交异性钢桥面板的南京长江大桥上层公路桥面体系改造方法.基于南京长江大桥改造施工全过程的仿真分析,研究对比了改造前混凝土桥面板与改造后钢结构正交异性桥面板的受力性能以及改造前后主桁架关键构件的力学行为.研究结果可以为我国连续钢桁架结构体系的双层式公铁两用桥梁上层公路混凝土桥面板的加固改造与分析提供理论支撑.

1　桥面体系改造方法

1.1　原桥面系设计

原桥面系设计中公路纵梁叠置在横梁上,共有11根,其中9根为行车道纵梁,2根为人行道纵梁,各行车道纵梁中心距为1 910 mm,边纵梁与人行道纵梁的中心距为2 110 mm(见图1).纵梁为跨径8 m的四等跨连续梁,中间为固定支点,其余为活动支点.在活动支点位置处,采用螺栓在纵梁下翼开长圆孔处与横梁连接.公路行车道板支撑在钢纵梁上,按构造要求两者之间每隔约500 mm布置一对直径为19 mm的连接螺栓.钢纵梁为焊接结构,断面为三块板组成的工字形,总高620 mm.每组纵梁在支点及跨中用30#槽钢连接作为横撑.

图1　原设计桥面系一般构造图(单位:cm)

公路正桥行车道板为4 m×8 m(纵桥向)、8 m×1.91 m(横桥向)的轻质(陶粒)钢筋混凝土单向板,厚度13 cm,支点位置(钢纵梁)加厚.行车道板预制而成并预留钢筋,在现场浇注混凝土并完成行车道板的拼接.行车道板上方依次铺设5 cm中粒沥青混凝土以及2 cm硬沥青玛蹄脂.

1.2　改造桥面系设计

改造后桥面系为钢结构正交异性板.结构组成包括桥面板(U肋)、纵梁(底板、腹板、腹板加劲肋)及横向连接(横梁和横肋).纵梁共有11根,行车道纵梁之间的中心距为1 910 mm.每2根车行道纵梁之间桥面板下面设计有3道U型闭口肋.人行道桥面板下面设计有6道支承加劲肋,其中5根位于人行道纵梁与行车道、纵梁之间,1根位于人行道纵梁以外.横向连接平均间距为2 666 mm,位于节点的称为横梁,位于节间的称为横肋.横梁与横肋均采用与整个正交异性钢结构板相同的材料,其主要差异在腹板厚度上,厚度差为2 mm.横梁、横肋与纵梁腹板焊接连接.桥面横向坡度通过纵梁变高度的方式实现.改造后的桥面系设计见图2.

图2　改造后桥面系设计构造图(单位:cm)

改造后桥面系支座采用固定钢支座,支座约束情况为每一联主梁(3×160 m)在中跨跨中设置一排较大约束.中跨跨中半幅中心线上的单个支座约束其顺桥向位移、横桥向位移以及竖向位移,中跨跨中其他位置的支座需约束顺桥向和竖向位移;半幅中心线上除中跨跨中位置,其他位置支座约束横桥向和竖向位移;以上约束条件之外的支座仅约束竖向位移.

2　有限元数值模型

本次改造范围为公路纵梁及以上桥面系结构,主桁架和铁路系统均保留其原结构.故针对3×160 m连续钢梁结构,利用ANSYS有限元分析软件,进行有限元数值建模[5-8].其中,160 m单跨按16 m一节进行伸臂安装吊装施工,并设置多个临时墩提供支撑,成桥状态与一次落架状态一致.故以下研究中采用一次落架成桥模型进行该桥施工过程的数值模拟既合理准确又简单明了.

2.1　单元材料属性

ANSYS建模时,各构件所设置的材料与单元属性见表1[1,4].其中,铁路部分的长铁轨按50 kg/m线荷载计入.

表1　材料与单元属性

2.2　主桁架建模

该模型的主体部分为钢桁架结构,采用Beam4单元模拟.根据大桥原始设计图纸,对主桁架材料的弹性模量、泊松比、质量密度进行定义,对主桁架及其附属结构的55种不同构件类型分别赋予不同的截面尺寸与刚度属性.部分主桁架构件之间的节点连接采用耦合进行模拟,以符合实际受力特性.在模型的相应位置添加质量单元Mass21计入铁路轨道自重.主桁架模型见图3.

(a) 跨中处主桁局部

(b) 支座处主桁局部

(c) 整体结构

图3主桁架有限元模型图

2.3　原桥面系建模

原桥面系是公路纵梁和混凝土桥面板利用钢支座搭接而成,因此分别采用Beam和Shell单元对纵梁和桥面板进行建模,同时利用刚性连接模拟约束,并在必要位置设置自由度耦合.跨中设为固定支点,其余设为活动支点.原桥面系行车道板纵梁采用Beam189单元模拟,该单元不仅具有普通梁单元的属性,还能够模拟剪切变形带来的整体力学影响,适用于分析细长的梁结构.对连接纵梁的横梁进行模拟时,较大幅度提高两者连接的局部区域刚度,以形成刚性域,从而实现面-面刚性连接的目的.原桥面系模型见图4.

(a) 原桥面系钢纵梁

(b) 原桥面系横截面

图4原桥面系有限元模型

2.4　改造桥面系建模

正桥改造后桥面系为钢结构正交异性板,全桥连续.桥面板和纵梁以及横梁、横肋等均为焊接或高强螺栓连接,属于刚性连接范畴.改造后的新桥面系全部采用Shell43单元进行建模,包括位于钢桥面板下方的纵梁、U形闭口肋、I形开口肋等.横梁、横肋通过连接纵梁单元相应位置上节点而构成横向单元,并被倒T形纵梁穿过.下翼缘板底面与横梁下翼缘板底面平齐.对于连接刚度较大的节点板位置,高强螺栓连接位置、焊接等部位均按照刚性连接约束进行;对于支座、桥面板-纵梁等弱连接点,使用耦合方程或刚性梁单元进行设置.部分位置约束条件可利用模型更新技术对刚度不断进行修正,以达到与实际相符的连接状态.改造后桥面系模型见图5.

(a) 钢结构正交异性板

(b) 改造后桥面系横截面

图5改造后正交异性钢桥面系有限元模型

2.5　模型准确性验证

南京长江大桥在通车前曾采用2台Φ-20火车头+8辆G12油罐车进行了9组轮位的列车静荷载试验,测量了轮载作用下主桁杆件轴力以及节点挠度等结构反应.现选取荷载试验中Ⅲ号轮位进行有限元模型验证.荷载试验中火车头和油罐车轴重分别按25和4 t计算,第2辆列车头布置在跨中H9节点位置,列车双线加载(见图6)[9-11].图中,B表示上弦杆节点编号;M,H表示下弦杆节点编号;C表示斜撑交叉节点编号.

(a) 节点编号与加载示意图

(b) 有限元模型加载示意图

2.5.1挠度对比

提取主桁架上弦节点B0～B30、下弦节点M0～H30以及斜腹杆节点C1～C29(具体位置见图6)处竖向挠度的有限元分析数值与荷载试验实测数值,以斜腹杆为例,两者对比结果见图7.由图可知,有限元模型的竖向挠度计算结果与实测数据接近,最大误差发生在跨中斜腹杆C9节点处,误差值为3.75%.

图7　挠度有限元与实测结果对比

2.5.2主桁轴力

提取主桁架上弦杆B0-B2～B28-B30和下弦杆M0-M2～H28-H30(具体位置见图6)轴向力的有限元分析数值与荷载试验实测数值,上弦杆的对比结果见图8(压为负,拉为正).由图可知,无论是数值还是分布,有限元模型的主桁轴力计算结果与实测数据均非常接近.上弦杆最大轴力产生于B8-B10杆件,有限元分析结果为-9.723 2 MN,荷载试验实测值为-10.335 8 MN,误差为6.26%.下弦杆最大轴力产生于H8-H10杆件,有限元分析结果为9.403 5 MN,荷载试验实测值为9.892 5 MN,误差为5.19%.

图8　上弦杆轴力有限元与实测结果对比

2.5.3支座反力

表2给出了原始设计图纸支座反力实测值与有限元计算的对比结果.可以看出,两者数值接近.

表2　支座反力计算值与实测值对比

综上,有限元分析结果在挠度、主桁架轴力以及支座反力等方面均与原桥实际情况接近,从而证明了该有限元建模的可靠性与准确性.

3　改造施工过程的力学行为分析

3.1　改造施工过程仿真

南京长江大桥桥面体系改造的核心施工流程为:

① 封闭交通,搭设隔离防护棚及提升站,设置南北处提升站及施工栈桥.有限元模型中在主桁架隔离防护棚的安装位置处施加沿Y轴负方向的静力荷载,用以等效防护棚的自重效应.

② 由中心往两侧对称拆除桥面系及附属设施,进行钢横梁制动、横梁加固、锈蚀钢构件加固或更换.在有限元模型中利用单元生死,模拟原桥面板的对称拆除.

③ 由两边墩向桥梁中心方向安装正交异性钢桥面系.在有限元模型中利用单元生死,激活正交异性钢桥面单元以模拟新桥面系的安装,模拟中按照实际的安装顺序,由两边墩开始向桥梁中心方向逐渐激活(见图9).

④ 拆除提升站、施工栈桥、隔离防护棚架.在有限元模型中将原施加于主桁架上沿Y轴负方向的静荷载撤除.

⑤ 安装栏杆、路灯,进行桥面铺装.有限元模型中将桥面附属设施及桥面铺装转化为等效静荷载施加在相应位置.

(a) 步骤1

(b) 步骤2

(c)步骤3

(d) 安装模拟细节

图9改造桥面系安装过程有限元模拟

3.2　施工阶段静力分析结果

原桥面系全部拆除,新桥面系尚未安装,结构最为薄弱,在结构恒载和列车荷载的共同作用下,被认为是正桥改造过程中结构的最不利状态.通过计算可以发现结构的安全性均满足要求.表3仅给出考虑列车荷载时各类杆件轴力的最大轴压力值.

表3　全部拆除状态各构件最大轴压力

对于中心受压杆件,需要进一步进行构件的稳定性验算.通过与表3给出的稳定容许值相比较,可以看出其局部稳定性也是满足要求的.

3.3　施工阶段动力分析结果

原桥面系全部拆除、新桥面系尚未安装时,结构组成、形式及质量均发生改变,需要对此时的动力特性进行分析.将全拆除状态的自振频率与改造前后的自振频率进行对比,结果见表4.可以发现,当桥面系全部拆除时,桥体整体质量减轻,使得此时桥体刚度增大,并未发生刚度减弱的现象,由此确保列车正常运营时结构刚度满足铁路规范要求.

表4　自振频率对比　Hz

4　改造前后结构受力状态对比

4.1　恒载作用效应

4.1.1主桁结构变形

恒载作用下桥面系改造前后的3×160 m主桁架结构竖向挠度对比见图10.

图10　改造前后主桁下弦杆竖向挠度对比

恒载作用下改造前后主桁最大挠度均发生在两边跨跨中.上弦最大挠度发生在B9处,改造前为146.8 mm,改造后为130.5 mm,竖向挠度值减少了16.3 mm,降低了11.10%.下弦最大挠度发生在H9处,改造前为142.0 mm,改造后为130.1 mm,竖向挠度值减少了11.9 mm,降低了8.38%.这主要是因为钢结构正交异性板和新桥面铺装的自重比原桥面系焊接钢纵梁、混凝土桥面板及铺装层要轻,也验证了新桥面系轻质高强的特点.

4.1.2主桁杆件轴力

由于对称性,图11仅给出改造前后半幅主桁部分杆件的轴力大小对比图(各杆件位置见图6(a)).

由图11(a)可知,改造前上弦杆受压、受拉最大位置分别发生在杆件B6-B8与B20-B22(墩顶位置)处,轴力值分别为-11.769和10.503 MN;改造后受压、受拉最大位置同样发生在杆件B6-B8与B20-B22处,轴力值分别为-10.612和9.407 kN,分别较改造前降低9.84%和10.44%.图11(b)中中跨支座位置的斜撑加劲杆受压轴力较大;

(a) 上弦杆轴力对比

(b) 斜撑加劲杆轴力对比

(c)下斜杆轴力对比

最大轴力出现在支座两侧杆件H19-H20和H20-H21处,改造前后轴力分别降低了10.13%和10.11%.图11(c)中改造前下斜杆受压、受拉最大位置分别发生在杆件H16-C15与H14-C15处,轴力值分别为-5.481和-4.171 MN;改造后受压、受拉最大位置不变,轴力值分别为-4.792和3.872 MN,与改造前相比，分别降低了12.44%和7.17%.从杆件受力整体情况来看,桥面系改造后斜杆轴力有较大幅度降低,并发生在支座附近,跨中区域斜杆轴力较小.

4.1.3支座反力

桥面系改造前后恒载作用下支座反力对比见表5.可以看出,改造成钢结构正交异性板以及铺装厚度的降低,可减少桥面系自重,支座反力整体约降低了21.97%.

表5　支座反力对比

4.2　列车荷载作用效应

4.2.1主桁结构变形

列车以较快速度通过正桥会引起主桁架较大的变形,从而对正交异性板产生影响.参照《铁路桥涵设计基本规范》中4.3.1条“中-活载”计算图[9],每一列车按80 kN/m全跨满布加载,双线布载,得到改造前后主桁结构的变形(见图12).

图12　改造前后主桁下弦杆竖向挠度对比

列车荷载作用下改造前后主桁最大挠度均发生在2个边跨跨中.下弦最大挠度发生在H9以及其对称位置,改造前为109.2 mm,改造后为97.8 mm,竖向挠度较改造前减少10.4%.可以看出,改造后正交异性桥面系整体性较好,连接性较强,可显著提高主桁结构的整体刚度.

4.2.2主桁杆件轴力

列车荷载作用下,改造前后主桁架各杆件的受力变化情况与恒载作用下类似,这里仅给出主桁下弦杆轴力对比情况(见图13).

图13　改造前后主桁下弦杆轴力对比

改造前后下弦杆受拉轴力最大位置均发生在杆件H8-H10处,但改造后轴力值(7.593 MN)比改造前(7.495 MN)略有升高;改造前后下弦杆中杆件受压轴力均较小.这主要是因为桥面系由传统的轻质(陶粒)钢筋混凝土钢纵梁组合变成了正交异性钢结构桥面系,桥面系整体刚度有所提高,更多参与主桁结构的共同受力导致主桁框架截面中性轴上移,故而改造后下弦杆受拉轴力有所增大.当然,由于桥面系刚度贡献有限,其变化对轴力的影响并不明显.

4.2.3正交异性板空间受力

考虑到列车荷载作用下主桁架上弦杆最大竖向挠度计算值为94.7 mm,而主桁架与正交异性板共同变形,故需重点分析正交异性板的空间应力状态[12].计算得到列车荷载作用下正交异性桥面板应力分布,边跨跨中区域和墩顶区域应力较大,大部分应力在1.7 MPa以内,小部分支座附近应力值达到3.5 MPa.

图14给出了中跨跨中正交异性桥面板纵向应力的横向分布.图中,横桥向坐标0处表示行车道板一侧端部位置.可以看出,跨中为正弯矩区域,计算表明桥面板横向中间区域受压,两端受拉.墩顶位置为负弯矩区域,则桥面板横向中间区域受拉,而两端受压.全桥范围内,正交异性桥面板纵向应力均沿横向不均匀分布,但是数值不大,空间受力特征并不明显,这也体现出改造后正交异性桥面板对各方向刚度的加劲效果.

图14　中跨跨中正交异性桥面板纵向应力的横向分布

5　结论

1) 利用南京长江大桥通车前的静载试验数据,验证了本文建立的基于空间壳单元、杆单元的三维有限元数值模型的可靠性与准确性.

2) 由中心往两侧对称拆除原桥面系,由两侧向中心安装正交异性钢结构行车道板,利用数值模拟证明了该改造方案的工序合理性以及施工中整体结构与局部构件的安全稳定性.

3) 桥面系全部拆除时,整体质量减轻,使得桥体刚度增大,并未发生刚度减弱的现象,施工改造过程中的结构刚度亦满足铁路规范要求,可确保施工中铁路列车的通行,无需中断其正常营运.

4) 桥面系改造后,主桁结构在恒载作用下挠度减小,刚度提升.各构件轴力特别是支座反力明显降低,充分体现了正交异性钢桥面系轻质高强的特点.

5) 桥面系改造后,主桁结构在列车荷载作用下的变形及部分构件轴力均降低,显示了改造后正交异性钢桥面系的整体性较好,连接性较强,显著提高了主桁结构的整体刚度,但也由此导致主桁截面中性轴上移,改造后下弦杆受拉轴力增大.

6) 桥面系改造后,正交异性钢桥面板纵向应力沿横向不均匀分布,但数值不大,空间受力特征并不明显,体现出改造后新桥面系对各方向刚度具有较好的加筋效果.

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