连续-刚构组合梁桥（共6篇）
连续-刚构组合梁桥 篇1
刚构—连续组合梁桥是连续梁桥与连续刚构桥的组合, 通常是在一联桥梁的中部数孔采用墩梁固结的刚构, 边部数孔采用设置支座的连续结构[1]。主要优点是在大跨连续结构中减少桥梁支座和养护的麻烦, 减少桥墩和基础的材料用量;同上墩梁固结有利于悬臂施工, 避免了后期解除墩梁临时固结增设支座的施工工序[2];预应力、混凝土收缩、徐变和温度变化引起的内力可以通过桥墩的柔度来适应。
目前国内对连续梁桥、连续刚构梁桥0号块空间应力的研究应取得较多的研究成果[3,4], 但对于桥跨其他位置的空间应力研究较少, 对刚构—连续组合梁桥空间应力的研究更少。若要比较全面、准确的研究这一问题, 需要综合考虑刚构—连续组合梁桥箱形主梁顶板、底板和腹板的局部变形与整体变形的相互作用, 顶板、底板的滞效应以及结构几何和材料非线性等因素的影响, 采用三维空间实体有限元模型[5]进行仿真分析。
本文以一座刚构—连续组合梁桥为工程背景, 分别建立平面杆系和空间实体有限元模型, 综合考虑活载纵向和横向最不利的加载位置, 分析在不同组合作用下平面模型和空间模型纵向应力和主拉应力计算值的差异, 将平面模型计算值和空间模型计算值进行对比, 通过模型计算对刚构—连续组合梁桥的空间应力情况进行研究。
1 工程概况
某高架桥结构形式采用刚构—连续组合体系, 跨径布置为35 m+60 m+90 m+60 m+35 m, 中间三跨采用刚构形式, 两侧边跨采用连续梁, 总长为280 m, 如图1所示。桥面全宽12.0 m, 横向布置为10.5 m行车道+2×0.75 m防撞护栏。桥梁设计荷载采用公路—Ⅰ级。上部结构为预应力混凝土箱梁, 截面形式为单箱单室箱形截面, ②号、③号主墩采用柔性双薄壁墩。箱梁和主墩均采用C50混凝土, 中跨跨中箱梁高度为2 m, 主墩墩顶箱梁为5 m, 主墩与中跨跨中之间的梁高按二次抛物线变化。
2 有限元模型
2.1 平面杆系模型
该桥边跨连续梁部分采用支架法施工, 而中间刚构部分采用悬臂浇筑施工, 平面杆系模型采用桥梁博士V3.3建立, 划分单元时可以将0号块、1号块、2号块、3号块……作为独立单位, 平面杆系模型采用挂篮单元来模拟悬臂施工阶段, 主墩和箱梁采取共用节点的方式模拟墩梁固结, 全桥的平面杆系单元离散图[6]如图2所示。
2.2 空间实体模型
该桥的空间实体模型采用ANSYS建立。为分析该桥的空间效应, 采用空间实体单元模拟箱梁和薄壁墩。箱梁截面高度在纵向桥按二次抛物线变化, 底板和腹板的厚度随箱梁高度的变化也不尽相同, 箱室内部包括齿块、横隔板等局部构件, 空间几何形状比较复杂, 若采用直接法建模, 网格划分后节点和单元数量繁多, 坐标复杂, 不符合实际情况, 所以本文采用K-V和K-L两种方式相结合的由底向上的建模方法。在实体单元中, 六面体单元在映射网格划分方面操作方便, 由于箱梁横截面设置倒角, 可以将箱梁顶板、底板、腹板和倒角处均划分为四边形, 从而实现箱梁单元的组成部分都是六面体。横向、竖向和纵向预应力单元单独划分, 形成独立网格。预应力和箱梁混凝土之间的连接通过节点自由点耦合实现, 将预应力钢束的节点与邻近混凝土六面体单元节点耦合起来, 从而形成刚臂[7]。全桥实体及预应力钢束有限元模型, 如图3, 图4所示。
3 有限元模型应力结果对比
3.1 最不利荷载位置分析
1) 活载纵向最不利布载。弯矩和剪力最不利的位置在平面杆系有限元模型中可以很方便的得出, 对于刚构—连续组合梁桥, 在正常使用极限状态下, 跨中截面一般是弯矩最不利的位置;支点截面一般是剪力最不利的位置[8]。弯矩和剪力均最不利的位置一般都不会相同, 也就是说在弯矩最不利的位置, 剪力可能很小, 而在剪力最不利的位置, 弯矩可能很小, 因此除需找出弯矩、剪力单一效应最不利的位置, 还需找到剪力和弯矩组合最不利截面位置。综合分析平面杆系有限元模型得出的弯矩包络图和剪力包络图, 可知中跨跨中、中跨L/4跨、主墩支点、次边跨跨中、边跨跨中是活载纵向最不利的加载位置。
2) 活载横向最不利布载。活载在箱梁横向作用位置不同所产生的应力效应也不相同, 进行活载布置时, 可以按照箱梁横向应力影响线确定不利的布置方式, 一般包括横向对称布载和偏心布载两种特殊情况[9], 活载横向具体布置图如图5所示。实际工程简化分析中, 只需考虑横向按两列车偏载情况, 下文的分析结果是基于活载横向偏心布置的。
3) 荷载组合选择。综合考虑纵向和横向最不利荷载的布置, 具体工况和荷载组合见表1, 其中组合2考虑中跨L/4跨剪力最不利情况, 组合3考虑中跨跨中弯矩最不利情况。
3.2 应力结果对比
通过平面杆系模型和空间实体模型可以计算出三种组合作用下各典型截面顶板和底板的纵向应力、主应力及腹板的主应力, 计算结果见表2和表3, 其中拉应力为“+”, 压应力为“-”。
通过表2和表3可以看出:
1) 表2计算结果表明在三种组合作用下, 纵向应力均为压应力, 全桥纵向处于受压状态。平面杆系计算的纵向应力在总体上小于空间实体的计算值, 但两者的变化趋势保持一致。说明了利用平面杆系计算刚构—连续组合梁桥的纵向应力具有一定的保守性, 在设计中采用平面杆系验算纵向应力偏于安全。
2) 表3计算结果表明空间实体主拉应力的计算值大于平面杆系的计算值, 主要原因是空间模型可以考虑箱梁桥的横隔板、倒角等局部应力集中区域的空间效应。在桥梁支座附近箱梁横向结构受到支座的约束, 空间实体模型可以体现这种约束作用, 平面杆系则不可以, 空间实体采用的刚度矩阵大于平面杆系采用的刚度矩阵, 从而导致空间实体主拉应力的计算值大于平面杆系的计算值。
3) 表2和表3中空间分析的结果显示在组合2和组合3的作用下与组合1作用下的应力计算值相差不大, 说明汽车荷载与其他荷载组合和结构在自重和预应力荷载组合的应力值接近, 应力分布在除自重和预应力荷载外变化不显著, 自重和预应力效应对结构的应力分布影响较大。
MPa
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4) 通过表3空间分析可知, 在主墩附近截面底板的主拉应力值较大, 组合1作用下最大值就可达到4.43 MPa, 而C50混凝土的抗拉强度设计值为1.83 MPa, 计算值是设计限值的2.4倍左右;平面杆系模型无法考虑底板的横向应力分布情况, 用于设计时计算值偏小, 从而导致结构在该区域容易出现应力超限现象, 甚至产生裂缝。
5) 桥梁横向应力在平面杆系模型中无法体现, 只有通过空间分析才能反映横向应力的分布情况。通过对三种组合作用下的空间应力进行分析, 可知在箱梁顶板范围内横向应力效应显著;悬臂板部分和两腹板之间的顶板部分应力分布的差别较大。两腹板之间的顶板部分应力分布情况非常复杂, 在纵桥向存在较大变化。
4 结语
本文以某35 m+60 m+90 m+60 m+35 m刚构—连续组合梁桥为工程背景, 建立平面杆系和空间实体有限元模型, 对该桥的空间应力分布情况进行了研究, 可以得到以下结论:
1) 从边跨至中跨关键截面, 平面杆系和空间实体有限元模型纵向应力计算值变化趋势总体保持一致;空间实体模型考虑了各局部应力区域, 与平面杆系分析相比, 主拉应力计算值较大。
2) 箱梁的横向应力效应明显, 在箱梁顶板范围内, 悬臂部分应力分布较简单, 两腹板间的顶板区域应力分布复杂, 沿纵桥向变化很大。
摘要：采用有限元分析软件桥梁博士和ANSYS建立某刚构—连续组合梁桥的平面杆系模型和空间实体模型, 综合考虑汽车荷载在纵桥向和横桥向最不利的加载位置, 通过对三种不同组合作用下的空间应力进行分析, 指出空间实体模型分析刚构—连续组合梁桥的应力较符合实际情况。
关键词：刚构—连续组合梁桥,空间应力,平面杆系,空间实体
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连续-刚构组合梁桥 篇2
1 工程背景
鹭鸶湾大桥是张家界西溪坪永定大道上的一座桥梁, 位于张家界市城东澧水干流之上, 是东接张家界市城区永定大道及常张高速公路、西接张家界城市中心的重要通道。既有鹭鸶湾大桥已运营约10a, 桥面破损严重, 存在较多病害, 所以经多方案比选后决定对原大桥进行拆除重建。重建桥梁起点里程为K6+099.92, 终点里程为K6+525.08, 桥梁宽33m, 全桥长425.16m, 桥梁位于直线上。桥梁采用 (38+61+71+81+71+61+38) m预应力混凝土Y型刚构-连续组合箱梁, 桥宽采用33m, 分左右两幅设置, 最大纵坡采用4.64%。
根据《预应力混凝土梁式桥梁设计施工技术指南》的有关规定, 连续刚构桥的边跨现浇段、边跨合龙段和中跨合龙段是合龙段浇注的3个关键施工工序, 应按照以下原则进行:3个工序的全过程均应在结构处于稳定变形条件下进行;同时3个工序的全过程均应在结构处于平衡状态下进行。这样做的目的是为了保证结构在施工阶段避免受到不平衡荷载的不利影响。因此, 该桥在合龙方案选择时考虑了合龙顺序对桥梁的影响, 针对不同合龙顺序进行了比选分析。
2 合龙顺序对内力变形影响分析
结合本桥的实际情况, 对合龙的顺序采用先边跨后中跨及先中跨后边跨两种不同的合龙方式进行模拟分析, 对两种合龙方式下的内力及变形情况进行比较, 考虑到结构的对称性, 文中只给出一半单元的计算结果。
2.1 先边跨后中跨结构受力情况 (见图1~4)
2.2 先中跨后边跨结构受力情况 (见图5~8)
2.3 优化比选结果
上述计算结果表明:两种合龙方式对于Y构区域的最大负弯矩的影响很小, 对于边跨、次边跨、次中跨的弯矩值先边后中的方式比先中后边小15%左右, 剪力则相差很小。
上下缘的应力计算表明:采用先边后中的方式比先中后边压应力小0.3MPa, 说明先中后边的方式对于箱梁的应力储备较为有力。
采用先边跨后中跨的主要目的是减小结构中的温度应力和容易控制合龙过程中的变形。合龙段施工之前, 每个T构的悬臂箱梁是静定结构, 只因温度产生变形, 不产生应力。先中跨后边跨形成Ⅱ型结构, 中跨各个梁段的混凝土会因温度作用产生应力, 此时除中跨合龙段外, 其余各梁段混凝土均已达到设计强度, 且施加了预应力, 因而能承受温度应力。而合龙段混凝土在未达到强度前不能承受温度应力, 需采取措施使它不受力, 如可采取临时束、体外支撑、选择合理的灌注时间、采取添加U微型膨胀剂及降温等措施达到预期的目的。
采用上述两种方式, 内力的影响主要体现在弯矩的差异 (15%左右) , 对其余指标的影响较小, 两者的各项指标均能满足现行规范的要求, 考虑到采用先中后边的方式有利于挂篮的周期运作, 可以较快的将合龙撤除的挂篮用于其余阶段施工, 节省工程造价, 且由于Y构合龙后形成稳定体系, 可以减少临时支承体系的多次转换过程, 在设计时最终采用先中后边的方式处理。
此外, 合龙段压重、合龙温度、预拱度、边跨现浇段、边跨合龙段和跨中下挠控制都影响着该类桥梁的施工质量。按规定, 合龙前应在两端悬臂顶加压重, 并对浇注混凝土过程中同步卸载, 使悬臂挠度保持稳定。合龙在1d中最低气温且温度恒定时完成, 跨中要设置适中的预拱度值, 且预拱度的设置宜大不宜小。边跨现浇段混凝土一般在落地满堂式支架上分两端浇注;先浇注靠近墩 (桥台) 梁段, 再浇注靠近悬臂段2m的梁段。
3 合龙段顶推力大小的优化
Y型刚构-连续组合梁桥因后期上部结构混凝土收缩与徐变作用, 使两墩之间主梁沿桥面方向伸缩, 墩顶与墩底产生较大的弯矩, 且墩顶向跨中方向产生的位移。再考虑温度作用, 多种效应组合下主墩的受力及其变位将加剧, 对墩身会造成不利影响。为解决这一问题, 我们做了大量的分析与计算, 通过计算分析可知, 在桥梁进行中跨合龙前对中跨主梁悬臂端施加一个水平推力, 让主墩墩顶预先向两侧产生一定的偏移, 产生与混凝土收缩、徐变相反的弯矩, 可以有效减少成桥后混凝土收缩、徐变的永久内力及变位影响, 减小永久作用与温度作用组合的不利效应, 从而改善墩身及主梁的受力及变位。
合龙温度及后期混凝土的收缩徐变是主墩产生纵向偏位的主要因素, 下面就从这两个方面进行分析研究。
3.1 合龙温度引起的墩顶水平位移计算
采用悬臂浇筑法进行Y型刚构-连续组合梁桥合龙施工中, 合龙温度是影响合龙段施工质量甚至整个桥梁结构体系受力的重要因素。理论和实践研究证明:对于超静定结构的大跨度预应力混凝土箱形梁桥, 温度应力可以达到甚至超过活载应力, 从而造成预应力混凝土桥梁产生温度裂缝。
桥梁合龙时的环境温度直接影响着温度次内力引起的结构位移方向。如果合龙时温度较高, 而成桥后温度下降将会使主梁向跨中收缩, 主墩顶部产生向跨中方向的水平位移和转角, 容易增大中跨下挠。因此, 采用有限元分析的方法能对该项效应准确求解。
3.2 收缩徐变引起的墩项水平位移计算
混凝土的徐变一般是沿着已有的转角方向发生变形, 而混凝土收缩产生的变形必然使主梁缩短, 其作用效果与结构受整体降温作用的效果一致。若是在合龙时预先施加水平推力, 并且产生与混凝土收缩、徐变相反的水平位移, 同时将主梁的初始转角适当减小, 这样就能有效地减小混凝土收缩徐变而引起的梁体下挠问题。但分段施工的每个梁段混凝土的徐变、收缩特性与加载龄期均不同, 所以其导致的内力重分布是非线性的, 因此收缩、徐变引起的水平位移的理论分析与计算过程很难通过解析求解。根据《桥规JTG D62》附录F中的计算公式, 利用有限元程序采取逐步计算的方法, 可以有效计算混凝土中收缩与徐变变形, 得到较为完美的解决。
3.3 合理顶推力的计算
跨中合龙时顶推力大小需根据实际工程通过计算来确定, 顶推力施加后的效果应满足受力及变形和位移两点要求:顶推力产生的弯矩能部分抵消由结构自重、混凝土收缩徐变等引起的弯矩, 降低墩身受力, 减少墩身配筋及裂缝宽度;顶推力产生的墩顶预偏值能部分抵消成桥后上部结构混凝土收缩、徐变在墩顶产生的收缩量。经验表明, 桥梁收缩徐变在3a内可以基本完成, 设计计算中要求3a后桥梁在永久作用下, 墩顶水平位移接近为0, 墩身处于铅直状态。
根据此两点要求可以初步确定顶推力的下限值, 此外还需注意顶推力施加带来的以下问题:顶推力的施加使桥梁上部结构受到预压作用, 从而使墩身徐变次内力增加。通过计算表明增加的徐变次内力小于顶推本身产生的内力, 顶推效果总体是有利的, 只是次内力削弱了这种有利效果;通过计算可知混凝土收缩、徐变对墩身的受力影响与温度降低作用下的影响效果一致, 所以, 包含这三种作用效果的组合往往是就墩身在极限状态下的最不利组合。施加顶推力的目的就是想降低此最不利组合值, 但如果施加的顶推力过大, 则温度作用的效果可能由降温作用效果变位为升温作用效果, 这将使顶推力的施加失去其意义;如果施加过大的顶推力, 主梁部分截面的极限状态承载能力或压应力有可能不满足规范要求, 在设计计算时也应注意这一问题。
根据上述计算时会出现的3类情况初步确定顶推力的上限值, 与下限值及施工要求等其他情况综合考虑, 最后可以确定顶推力的大小。
在各顶推位置分别施加0k N、50k N、100k N、200k N, 顶推力Y构支承处主梁节点的水平位移见下表1。
从表中可看出, 主梁控制截面节点的水平位移变化与顶推力呈线性变化, 即每施加50k N的顶推力, 节点水平位移增加7mm, 有了上述节点位移量与顶推力的关系, 即可开展顶推力优化计算和温度影响、收缩徐变影响的分析。成桥10a后Y构支承处节点的位移如下表2所示。
根据上述的理论分析, 采用100k N的顶推力能够基本抵消收缩、徐变及温度产生的位移。未顶推与施加100k N的顶推力两种工况下, 箱梁的应力情况如9~12图所示, 由于结构对称, 本文只给出1~80号单元的应力情况。
上述结果表明, 顶推与否对于该桥上部结构箱梁的影响不大, 在实际操作时可以近似忽略。由此可见, 该合龙段卸载方案对于改善墩柱受力以及上部结构的内力分配具有非常明显的效果。根据设计内容和现场施工状况总结出该类桥型的设计和施工控制要点, 为今后类似桥型的施工提供一定的借鉴。
摘要：Y型刚构连续组合梁桥是刚构-连续桥的一种, 该类桥在施工中主要采用悬臂浇注法施工, 本文以具体工程为例探讨了该类型桥在施工过程中合龙顺序对桥梁结构受力的影响, 并探讨了顶推力在合龙施工中的具体应用, 供技术人员在工程中借鉴。
关键词：Y型刚构-连续组合梁,合龙顺序,受力分析,顶推力研究
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连续-刚构组合梁桥 篇3
武汉至黄石城际铁路余家湾上行特大桥位于WSDK000+364.265~WSDK002+011.590,主孔WSDK001+026.250~WSDK001+258.075段的上部结构为2×115m T型刚构现浇预应力混凝土连续梁桥,在WLSDK1+069~WLSDK1+226处跨越京广上下行线及武南编组站内到发线等共五股道,新建线路与既有铁路夹角28°。为保证既有铁路运营安全,减少对既有铁路的影响,将原设计(40+3×72+40)m连续梁挂篮法跨既有铁路的施工方案变更为平行于既有铁路,采用满堂支架法完成T构施工,然后平转28°至既有铁路上空。
2 转体系统设计
桥梁转体施工,首先利用两岸地形采用简单支架顺着岸边或铁路旁建造庞大的桥梁结构,然后采用摩擦系数很小的球铰和滑道组成的转盘结构,以简单的设备将桥梁整体旋转到位的施工方法[1]。
2.1 转体系统
转体系统由转盘、球铰、转体牵引系统、助推系统、微调系统等组成[2]。转体系统示意见图1。球铰和转盘是转体结构的传力和受力部分。牵引系统设计则应先按转体重量、摩擦系数等计算出转动牵引力大小,确定牵引钢绞线的配置及张拉台座。微调系统在转体过程中发生偏位超标时,用微调系统进行调整,以使转体继续;在转体完成后,利用微调系统将相关技术参数调整到允许范围内。微调系统包括轴线微调及标高微调。助推系统对转动有较大帮助,可降低对牵引设备的要求,而且稳定性较好[3]。
2.2 球铰设计
球铰是实现桥梁转体施工的关键,是转动体系的核心构件,由于转体质量大,采用钢球铰[3]。主墩转体结构净重G=14500t,T构在设计上是平衡体,但在风载及施工因素下可能导致转体结构失去平衡,故应考虑保证体系有一定的安全储备以设置平衡配重[4]。
球铰设计竖向承载能力采用150 000k N,球铰直径由下式计算[5,6]:
式中,D为转盘直径;k为球铰接触面积折减系数,取0.65;G为球铰设计竖向承载能力,k N。
上下承台采用C40混凝土,其轴心抗压强度σ=26000k Pa,则转盘直径为
结合构造、滑板的布置空间以及施工要求,确定采用直径D=4.0m的球铰。球铰由一块钢质球面板和转轴组成,见图2。球面板采用δ=50mm的钢板压制而成的球面,背部设置肋条,防止在加工、运输过程中变形,并方便球铰的定位、加强与周围混凝土的连接。定位中心转轴高1140mm、直径270mm。
2.3 撑脚、滑道设计
上转盘撑脚为转体时保持转体结构平稳的保险腿[7]。从保持转体结构的稳定性和方便施工出发,在上转盘周围对称布置6个撑脚。在撑脚的下方(即下盘顶面)设有1.2m宽的滑道,滑道中心半径5.0m,转体时保险撑脚可在滑道内滑动,以保持转体结构平稳(见图3)。一旦T构两端不平衡且有倾覆倾向时,钢撑脚就支承于在滑道上能保持转动体的稳定并防止进一步倾斜。为保证转体的顺利实施,要求整个滑道面在一个水平面上,其相对高差不大于0.5mm。
每个上转盘设有6个撑脚,每个撑脚为双圆柱形,下设20mm厚钢走板。双圆柱为两个φ900mm×16mm的钢管,撑脚钢管内灌注C55微膨胀混凝土。撑脚在工厂整体制造后运进工地,在下转盘混凝土灌注完成后上球铰安装就位时即安装撑脚,并在撑脚走板下支垫20mm钢板(作为转体结构与滑道的间隙)。上转盘施工完成后抽掉垫板。转动前在接触下滑道的支撑腿下面铺装3mm四氟滑板,并在转动过程中及时添加,以减小转动时的摩擦力。
2.4 转盘设计
转盘是转体的重要组成部分,转盘由上转盘和下转盘组成[8]。整个上部结构和主墩的重量都作用在上转盘上,通过上转盘将荷载传递给球铰,由球铰传给下转盘,最后传给桩基。转盘设计必须保证结构受力在容许值内,以防结构破坏[9]。
上转盘结构尺寸为13m×13m×2.5m,布置有多层钢筋网及抗剪钢材、钢筋。
下转盘是转体重要支撑结构,布置有转体系统的下球铰、撑脚的环形滑道、转体牵引系统的反力座、助推系统、微调系统等。下转盘尺寸为15.2m×15.2m×3.4m;布置有纵、横向预应力钢绞线、上下层普通钢筋网以及抗剪钢材、钢筋(见图4)。
纵、横向预应力筋均采用17-7φ5mm钢绞线,两端张拉,锚下张拉控制应力1 300MPa。预应力孔道均用金属波纹管制孔,波纹管用钢筋定位。预应力分2批张拉,第一批预应力筋在上转盘施工完成后张拉;第二批在梁段浇注完成后拆除支架前张拉。各预应力筋张拉后应按规范要求及时压浆、封锚。
建立转体结构实体模型(见图5),模型作适当简化,并考虑桩基,桩底固结。上下转盘通过球铰传力,上下球铰之间采用竖向刚性连接,为保证上转盘结构静定,在上转盘底中心约束水平两个方向自由度。转体过程历时较短,主要考虑施工荷载[10],分四个施工阶段分析。
第一阶段:下转盘施工完后,第一批预应力筋已张拉完;
第二阶段:上转盘及上部结构施工完成,拆除支架前,未张拉第二批预应力筋;
第三阶段:上转盘及上部结构施工完成,拆除支架前,第二批预应力筋已张拉完;
第四阶段:上转盘及上部结构施工完成,第二批预应力筋已张拉完成,拆除支架后。
模型中荷载包括自重、模型以外主梁传过来的荷载(只考虑竖向力),每端竖向力为48440k N。竖向力的施加:在梁段两端中性轴上各建立一个节点,该节点与模型梁端节点耦合,竖向力施加在该节点上。
计算结论:转体结构上转盘、下转盘主要以受压为主,最大压应力小于7MPa,局部范围出现了较小的拉应力,拉应力的数值较小,小于0.5MPa;主拉应力亦小于1MPa,均满足规范要求且有较大的富余(见图6、图7)。
3 结语
余家湾特大桥跨京广铁路2×115m T构桥是武黄城际铁路的控制工程,工期紧,精度要求高,采用转体法施工。试转之前,对转体结构进行了称重试验。由实测结果可知:结构纵向偏心5.4mm,不平衡力矩为760.6k N·m,转动体结构重心控制良好,平转状态下无需配重,下转盘设计合理。该桥于2012年12月28日顺利转体到位,历时约50min,转体过程平稳,梁体的应力状态和线形满足设计要求。
随着我国铁路建设的快速发展,桥梁跨越既有线路的机会增多,采用转体施工可减少对既有线干扰,大大降低了安全风险,缩短工期,会产生更大的经济效益和社会效益。
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连续-刚构组合梁桥 篇4
波形钢腹板组合箱梁是用波形钢腹板替代混凝土腹板, 通过抗剪连接件与混凝土顶板和底板连接而形成的组合结构。波形钢腹板不抵抗轴向力, 预加力有效地施加到混凝土顶板和底板上, 同时波形钢腹板对箱梁顶板和底板由于徐变和干燥收缩所产生的变形不产生约束作用, 减小预应力损失[1], 加之波形钢腹板组合梁桥造型美观、施工方便, 在近几年桥梁建设中得到快速发展。对于宽跨比 (B/L) 较大的波形钢腹板组合梁桥, 其结构空间效应明显[2], 桥梁结构设计中一般设置强大的端横梁和中横梁, 来增强支座处主梁的抗剪强度与屈曲稳定性, 调节主梁结构横向受力, 如果横梁设计不合理, 不但起不到调节桥梁结构空间效应的作用, 还会对结构的强度和抗裂性有很大影响。本文依托某波形钢腹板连续组合箱梁桥, 进行横梁结构计算, 分析横梁存在的问题, 提出针对性横梁加固比选方案并对加固方案进行了计算分析。
1 工程概况
桥梁地处滨海地区, 为钢-预应力混凝土连续梁桥, 跨径布置22m+36m+22m=80m, 桥面宽度2.0m (人行道) +24m (行车道) +2.0m (人行道) =28.0m, 双向6车道, 设计荷载为公路-I级。
主梁采用一箱五室直腹板变高截面钢-混组合箱梁, 箱梁顶宽28.0m, 底板宽23.71m, 翼缘悬臂长2.5m。梁高按抛物线变化, 墩顶梁高2.6m, 跨中梁高1.7m;顶板厚27cm, 底板厚25cm, 顶底板与腹板连接处加强。箱梁腹板采用波形钢腹板, 钢板厚度10mm, 钢材种类Q345d, 抗拉强度200MPa、抗剪强度120MPa, 如图1和图2所示。
主梁预应力束采用体内束、体外束混合配筋方式, 混凝土顶、底板布设体内预应力束, 箱梁内布设折线形体外预应力束, 体外预应力束通过横隔梁和横隔板实现转向。边跨端横隔梁厚度1.5m, 每个边跨设2道横隔板;墩顶中横隔梁厚度2.0m, 中跨设3道横隔板。
每个桥墩 (台) 设2个盆式橡胶支座, 支座间距12.0m。
采用满堂支架法现浇施工。
2 结构分析
2.1 有限元模型
波形钢腹板组合梁、横梁浇筑完成后, 采用桥梁博士V3.0.3有限元程序, 按图3、图4所示横梁构造建立有限元模型, 模型划分为49个节点, 48个单元, 12#、38#节点为支座位置, 如图5所示, 对横梁进行计算校核。
主梁自重、二期恒载对横梁的作用, 以横梁处主梁总剪力FQ, n个集中荷载的方式平均施加到横梁波形钢腹板处, 即F=FQ=FQ/N, n为波形钢腹板组合梁腹板数量。主梁自重、二期恒载在横梁处主梁总剪力为17700k N, 以集中荷载方式F施加到横梁上, F=17700/6=2950k N, 集中荷载施加位置为波形钢腹板组合梁腹板对应横梁位置处;车道荷载和人群荷载以横向加载方式施加, 加载区域在程序横向加载有效区域内, 车道荷载和人群荷载在横梁处荷载纵向效应在横向分布调整系数中考虑;按规范[3,4]规定设置。
2.2 计算结果
按规范[3,4]进行横梁承载能力极限状态和正常使用极限状态验算。横梁正截面抗弯承载能力验算结果如图6a和图6b所示, 斜截面抗剪承载力能力验算结果如图6c所示, 裂缝宽度验算如图6d所示。
由图6a、图6b可见, 横梁承担弯矩以负弯矩为主, 横梁最大正弯矩基本满足承载力要求, 在12#、38#节点处承载力不足, 最大差值6.75% (以最大正弯矩为基准) ;在42#、36#节点处承载力不足, 最大差值83.1% (以最大负弯矩为基准) ;由图6c可见, 横梁抗剪承载能力满足。由图6d可见, 横梁裂缝宽度在支座 (12#、38#节点) 附近明显超限, 最大裂缝宽度0.403mm, 超过裂缝最大限制101.5%。
3 加固设计方案分析
横隔梁存在问题为支座范围负承载能力不足, 梁体顶面混凝土裂缝宽度超限, 主要原因在于横梁悬挑长度过大, 导致支座部位处产生过大负弯矩。当前主梁、横梁浇筑完成, 尚未拆除支架, 顶底板体内束、箱内体外束也未进行张拉。根据横梁的受力特点、桥墩尺寸和施工进度, 拟通过增加调高支座改变横梁受力体系、增加预应力束改善横梁受力状况的方法, 设计加固方案, 进行横梁加固方案验算。
3.1 方案一:增加预应力钢束
(1) 加固设计
改变钢筋混凝土横梁为预应力混凝土横梁, 利用钢腹板与横隔梁之间的混凝土过渡段 (0.8m) , 按规范[5]进行植筋增加横梁宽度, 布置预应力束孔道, 增设体内预应力束, 横梁宽度由2.0m增加为2.80m。沿横梁高度方向设置四道预应力束N1、N2、N3、N4, 横隔梁左右两侧对称布置, 共8束, 钢束锚固于主梁边腹板混凝土上, 如图7。
(2) 计算分析
按加固设计方案一建立有限元模型, 加固横梁按A类预应力混凝土构件设计。
规范[4]规定:使用阶段 (标准效应组合) , 应对预应力混凝土受弯构件受压区混凝土截面进行压应力验算, 正截面法向压应力须满足:正截面法向压应力σkc+σpt≤0.5fck, 斜截面主压应力σcp≤0.6fck;在作用 (或荷载) 短期效应组合下抗裂, 应对构件正截面混凝土的拉应力进行验算, 正截面法向拉应力须满足:σst-σpc≤0.7ftk, 斜截面主拉应力σtp≤0.5ftk;同时满足在荷载长期效应组合下正截面法向拉应力须满足::σlt-σpc≤0。
从图8a和图8b可以看出, 方案一加固横梁在持久状况短期效应组合作用下, 支点12#、38#节点附近横梁上缘出现较大法向拉应力, 最大法向拉应力值-4MPa, 大于规范限值-1.85MPa, 超过116.9% (以规范限值为基准, 下同) ;横梁下缘法向拉应力满足规范要求, 斜截面主拉应力-4MPa, 大于规范限值-1.32MPa, 超过203.0% (以规范限值为基准, 下同) 。从图8.c可以看出, 长期效应组合作用下, 支点12#、38#节点附近横梁上缘出现较大法向拉应力, 最大法向拉应力-3.62MPa, 未满足规范长期效应组合不出现法向拉应力要求。
从图8d可以看出, 方案一加固横梁在持久状况标准效应组合作用下, 支点12#、38#节点附近横梁上缘出现较大法向拉应力, 最大法向拉应力值-4.25MPa, 大于规范限值-1.85MPa, 超过129.7%;横梁下缘法向拉应力满足规范要求。从图8e可以看出, 加固横梁上、下缘法向压应力均满足规范要求。从图8f可以看出, 加固横梁最大主压应力均小于规范限值19.44MPa, 满足规范要求;斜截面最大主拉应力值-4.25MPa, 大于规范限值-1.32MPa, 超过220.0%。
3.2 方案二:改变支座布置, 增加预应力钢束
(1) 加固设计
按方案一的布筋方式, 进行植筋增加横梁宽度, 沿横梁高度方向布置N1、N2两道预应力束, 每道预应力束横隔梁左右两侧对称布置, 锚固于主梁边腹板混凝土, 如图9所示, 钢束材料位置与长度见表2;同时, 拆除桥墩上原有盆式橡胶支座, 根据桥墩墩身尺寸, 如图9所示, 在桥墩左右两侧增各增加一个盆式橡胶调高支座[6,7]。
(2) 计算分析
加固设计方案二验算内容与方法与加固设计方案一相同。
从图10a和图10b可以看出, 方案二加固横梁在持久状况短期效应组合作用下, 横梁上、下缘法向拉应力均小于规范限值-1.85MPa;最大主拉应力/主压应力满足规范限值-1.32/19.44MPa要求。
从图10c可以看出, 长期效应组合作用下, 9#、41#节点附近横梁上缘出现法向拉应力, 最大法向拉应力0.143MPa, 满足规范长期效应组合不出现法向拉应力要求, 横梁下缘法向拉应力和主拉应力满足规范要求。
从图10d和图10e可以看出, 方案一加固横梁在持久状况标准效应组合作用下, 加固横梁上、下缘法向拉应力/法向压应力满足规范限值-1.85/16.2MPa要求;从图10f可以看出, 加固横梁斜截面最大主拉应力/主压应力均小于规范限值-1.85/19.44MPa要求。
3.3 方案比选
(1) 从计算结果来看, 横梁加固方案一标准效应组合正截面最大法向压应力15.7MPa、斜截面最大主压应力15.7MPa, 加固横梁应力符合规范限值16.2/19.4MPa要求;短期效应组合正截面最大法向拉应力-4MPa、斜截面最大主拉应力-4MPa、长期效应组合正截面最大法向拉应力-3.62MPa, 超过规范限值-1.85/-1.32/0MPa, 加固横梁抗裂性不满足要求;横梁加固方案二标准效应组合正截面最大法向压应力8.41MPa、斜截面最大主压应力8.41MPa, 加固横梁应力符合规范限值16.2/19.4MPa要求;短期效应组合正截面最大法向拉应力-1.13MPa、斜截面最大主拉应力-1.21MPa、长期效应组合正截面最大法向拉应力0.143MPa, 加固横梁抗裂性符合规范限值-1.85/-1.32/0MPa要求。
(2) 从施工难度和工作量来看, 横梁加固方案一增加8束横梁预应力束, 施工方便。但每个钢腹板两侧横梁混凝土需要钻孔8个, 孔径100~120mm, 钻孔长度850mm, 整个横梁共需钻孔48个, 钻孔长度40.8m, 钻孔工作量大;钻孔破坏了钢腹板的整体性, 钢腹板有效高度减少27%, 削弱了主梁斜截面抗剪承载能力。横梁方案二增加4束横梁预应力束, 增加2个盆式橡胶调高支座, 钻孔工作量小。每个钢腹板两侧钻孔4个, 孔径100mm, 钻孔工作量降低, 对钢腹板有效高度削弱减小;增加盆式橡胶调高支座改善横梁内力分布, 降低了横梁加固工作量。但是, 增设横梁支座需要对主梁进行同步顶升, 成本较大。
(3) 从钢束锚固来看, 横梁加固方案一每根钢束16~20覫js15.2钢绞线, 张拉吨位大, 由于主梁边腹板锚固端空间限制, 导致局部承压区压应力过大, 混凝土容易出现裂缝;横梁加固方案二每根钢束16~20覫js15.2钢绞线, 锚固空间充裕, 效果可靠。
通过以上三个方面比较, 选用方案二进行横梁加固。
4 结论
(1) 原有横梁计算结果表明, 横梁以承担负弯矩为主, 部分范围横梁抗弯承载能力不足, 裂缝宽度过大, 需要加固补强。
(2) 根据横梁的受力状况, 制定了两个加固方案: (1) 利用横梁宽度过渡段进行植筋, 增加横梁厚度, 增设预应力束; (2) 增设预应力束的同时, 改变每个桥墩单支座为双支座, 废除原有支座, 增加支座为特殊调高支座。
(3) 横梁加固方案计算表明, 加固方案一抗裂性不满足规范[4]要求, 能部分解决原有横梁问题;加固方案二满足规范[4]各项指标要求;
(4) 综合计算结果、施工难度与工作量、钢束锚固等因素考虑, 选取了横梁加固方案二, 加固方案二可通过增加调高支座和预应力钢束很好地解决了横梁裂缝宽度超限、承载能力不足的问题。
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连续-刚构组合梁桥 篇5
1 钢-混凝土组合连续梁桥收缩徐变的效应分析
1.1 工程概况
某工程铁路跨线主桥设立在与铁路跨越的交汇直线上, 桥梁的总长度为220m。桥面大都采用的是上幅结构的, 每一个桥幅上的宽度为15.7m, 主桥上部分为 (55+90+54) m的三跨钢-混凝土组合连续梁。在主桥梁的断面上有+0。2m厚度的钢筋混凝土桥面板, 并有高度为4.7m的槽型钢筋梁, 整个桥梁的高度为4.8m, 槽形间距为3.2m~4.53m之间, 并在其中布设了一个空腹样式的横梁结构, 在支点位置处还布设了实腹式的横梁结构[1]。
混凝土桥面上使用的混凝土是C40的高纤维混凝土, 桥面的梁板厚度为0.2m, 大部分都是应用的分块预制结构, 将其按照顺序浇筑完成, 并存放5个月左右, 目的是将混凝土的徐变造成的弯曲度降低;横向也布设了4块预制板, 使用C50的高纤维膨胀无收缩混凝土, 其他位置全部使用普通的钢筋混凝土进行设计。
(1) 基本假设
在满足了精度计算前提下, 对工程结构进行简化, 进而在假设适当下, 能够对其进行有限元分析[2]。本次研究做出的假设为: (1) 在正常使用状态下, 材料具有弹性收缩状态; (2) 受拉与受压材料具有的弹性模量基本一致; (3) 将钢筋箱梁与混凝土板间将存在滑移效果, 应用节点构建出与板面的协调作用, 利用钢箱梁对应节点将其连接起来, 进而实现协同作用; (4) 对双结合段与混凝土桥面板中普通钢筋的影响忽略不考虑。
(2) 模型概述
在不对钢筋混凝土桥面滑板考虑的情况下, 可以采用节点梁单元对槽形钢梁进行模拟, 将双结合段底混凝土与钢接、钢箱梁节点连接, 这样能够共同完成变形。在有限模型中, 可以利用C40、C50等钢筋混凝土取代C50纤维型混凝土;预应力钢绞线可以使用强度较高的预应力钢绞线, 其强度标准值可设定为fpk=1760MPa, 其直径为13.4mm, 面积为125.6mm2, 弹性模量为Ep=1.87×105MPa。材料参数见下表1所示。在上部结构当中, 非纵向受力结构能够均匀分布, 其中包含了横梁、沥青混凝土桥面、剪力键等, 总计为67k N/m。
(3) 收缩徐变分析结果
在混凝土的收缩徐变作用下, 建桥5年以后, 桥梁的边跨挠度大大增加, 但中跨挠度却有所减少;桥成以后, 中跨挠度将比边跨挠度小, 因为施工方法与预应力受力情况存在差异, 成桥后的挠度收缩徐变变化趋势也将存在差异。并且从成桥时墩板面拉力上看, 张拉控制应力也将变小, 中跨跨中挠度能够随着成桥增加而增加[3];在对限元软件施工节进行划分时, 精确模拟工程细节将非常难, 为此, 在对收缩徐变预拱度设置时, 可以将中跨收缩徐变预拱度设为零, 取收缩徐变预拱度中点、边墩的墩顶位置, 应用曲线对其进行拟合;工程收缩徐变中挠度增加的次数较少, 可以不设置收缩徐变预拱度。具体见下图1所示:
1.2 不同收缩徐变预测模型分析结果对比
因为混凝土收缩徐变的影响较为复杂, 当前能够解释预测混凝土收缩徐变特性没有一个具体理论。不同国家收缩徐变预测模型没有标准规范, 预测模型建立与假设上也存在较大差异, 参数选取有各自的特点[4]。在收缩徐变作用下, 全桥挠度在成桥以后分布上存在差异, 应用不同预测模型计算, 得出的边跨度与中跨度会随时间改变而改变。
2 钢、混凝土连续梁桥收缩徐变效应参数
(1) 存梁时间在达到5个月以后, 收缩徐变将对挠度产生影响, 存梁时间越长, 影响越小, 成桥的年限越长, 挠度差异会逐渐减小, 对边跨挠度的影响也会变小。例如, 存梁的时间为2个月时, 边跨中挠度值为19.4mm与25.4mm;存梁在8个月时, 成桥边跨中挠度值为18.3mm与20.5mm, 中跨挠度为65.3mm。存梁在2个月以后, 收缩徐变效果并不明显。
(2) 预应力钢束张拉控制应力对结构影响。在实际工程预应力当中, 钢绞线的张拉控制应力能够使用抗拉强度标准值表示, 为1750MPa的0.67倍, 即1253MPa, 在实际工程中, 受各种因素的影响, 预应力钢束张拉也存在不稳定性, 本次研究将预应力钢绞线张拉应力设置为m=0.53、m=0.67、m=0.58, 在这种抗拉强度标准下, 能够对结构做出分析, 对结构收缩徐变效应影响进行考察[5]。每个柱墩墩顶桥面板预应力钢束使用了226股钢绞线, 全部直径为13.4mm, 张拉控制应力分析能够将结构收缩徐变影响反应出来。m值、张拉控制应力、预应力钢绞线用量关系表见下表2所示: (下转第190页)
3 结束语
本文主要对钢-混凝土组合连续梁桥收缩徐变进行了分析, 并探讨了混凝土收缩徐变对钢-混凝土组合连续梁桥应力与挠度规律, 在桥梁工程中, 应用钢-混凝土组合方式将提升桥梁稳定性与抗压性, 值得推广使用。
摘要：随着我国经济发展水平的不断提高, 各领域工程建设取得了显著成就, 钢-混凝土组合式结构鉴于其经济效益与社会效益较高, 在工程领域得到了大力推广与应用, 而混凝土材料的重要特征就是收缩徐变, 这种徐变特征将影响到钢-混凝土组合结构的稳定性与抗压性。为此, 加强对钢-混凝土组合连续梁桥收缩徐变的研究分析显得非常重要。
关键词：钢,混凝土组合连续梁桥收缩徐变效应
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连续-刚构组合梁桥 篇6
目前最为常用的连续组合梁桥负弯矩区处理方法[2]主要是施加强迫位移法、预加静荷载法和张拉高强钢筋三种方法。这三种方法各有其特点,如强迫位移法可沿梁的全长施加预应力,耐候性好,在冬、夏季均可施工且施工简便。但受混凝土收缩、徐变的影响,所加预应力会逐渐减小,产生预应力损失。预加静荷载法中,如果静荷载数值过小,则施加的预应力可能达不到预期效果,如果静荷载数值过大,钢梁又会产生过大变形,甚至局部进入塑性,影响桥梁线形,而这又是在设计中不允许的。采用张拉预应力钢筋的办法无疑是最直接的,但也是最为费工和费料的一种方法,而且大跨度桥梁其截面较大,所需张拉的高强钢筋预拉应力较大时,对结构局部的抗压承载力和施工设备等要求较高,常不易得到满足。
当单独采用某一方法不能满足要求时,可结合使用两种或三种方法来处理,其相互之间具有一定互补性:如强迫位移法和张拉高强钢筋法中徐变引起预应力损失较大,与预加静荷法共同使用时由于混凝土的分批浇筑,可在一定程度上减小徐变影响;强迫位移法和预加静荷法都受钢梁强度、刚度限制,而张拉高强钢筋法则对此没有过高要求等。德国拜恩地区的库尔那荷高架桥和洛特荷夫桥、法国的瓦乍河桥以及我国秦沈客运专线等就同时采用了张拉预应力筋和强迫位移法进行施工[3～5],但其它组合方式和三种方法同时使用的实例尚未见报道。
北京地铁5号线立水桥～立水桥北站第2联的大跨度连续钢-混凝土结合梁桥综合使用施加强迫位移、预加静荷载和张拉高强钢筋三种方法对负弯矩区混凝土进行处理,施工工序较为复杂,施工过程中有多次体系转换,且缺乏可参考实例。因此,本文通过对立水桥段整个施工过程的数值分析确保该桥施工过程的安全性。
1立水桥-立水桥北站第二联工程概况
北京地铁5号线南起丰台区宋家庄车站,北至昌平区太平庄北站,沿线穿过丰台区、崇文区、东城区、朝阳区和昌平区,全长27.6km,全线投资约120亿元,于2007年通车,是北京即将建成的重要交通枢纽线路。本文所研究的桥梁位于立水桥站至立水桥北站段第二联,设计里程K 22+906.007～K 23+060.007,总长154m,为三跨连续钢-混凝土结合梁桥,跨度(42+70+42)m,与现况北苑路斜交。组合梁沿右侧线路中心线平面从直线段通过缓和曲线变到半径R=500m的圆曲线,且主梁沿右侧线路中心线竖曲线在P06墩两侧约80m范围内半径R=500m,其余P06至P08墩沿右侧线路中线为1.6%的纵坡。剖面示意图见图1(图中将支座进行编号,分别为A、B、C和D,中间跨跨中截面编号为E)。
2 有限元模型
2.1 单元类型
考虑到组合箱梁的特点,采用ANSYS模块中具有六个自由度的四节点SHELL181单元模拟箱梁顶板、腹板与底板以及横隔板和构造加劲肋板,采用SOLID65单元模拟混凝土桥面板,采用LINK8单元模拟预应力钢筋,普通钢筋通过在ANSYS输入相应的配筋参数,来模拟纵筋和箍筋的作用。全桥模型共有64508个单元,其中SHELL181单元为43618个、SOLID65单元数为17 808个,LINK8单元数为3 082个。模型的节点总数为67 504个。由于剪力连接件按完全剪力连接设计,分析中假定混凝土桥面板与钢梁之间无相对滑移,对剪力钉不另行模拟。
2.2 材料模型
钢箱梁翼缘、腹板、横隔板和纵向加劲肋均采用Q345qd钢。在ANSYS中钢箱梁本构关系采用理想弹塑性模型。弹性模量E=2.06×105 N/mm2,屈服强度fy:当板厚t≤16 mm,fy=345 N/mm2;t>16～35 mm,fy=325 N/mm2;t>35～50 mm,fy=295 N/mm2。
预应力钢筋采用钢绞线。在ANSYS中其本构关系采用理想弹塑性模型。弹性模量E=2.06×105 N/mm2,屈服强度fy=1 860 N/mm2。
结合我国现行相关的混凝土规范中采用的模型[6],混凝土单轴的应力应变关系曲线方程为:
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(1)式中:y为相对混凝土应力;x为相对混凝土应变。
2.3 加载和约束信息
支座LL05支座处将钢箱梁下翼缘在X、Y、Z方向约束,支座LL06～LL08在X、Y方向约束。组合梁自重以惯性力(gravity)的形式进行加载,压重以面荷载(pressure)形式进行加载。在ANSYS软件分析中,关于预应力的施加有多种方法,主要有初应力法、等效力法、等效初应变法和等效温度法来实现预应力。本模型采用等效初应变法进行加载,通过定义实常数的方法,使结构中产生与预应力相当的应变,从而得到间接施加预应力的目的。这种方法需要建立单元(LINK8)来模拟预应力钢筋,在实常数中对初应变参数进行定义。图2(a)和为(b)分别为建好的局部模型和整体模型。
3 有限元分析过程
本桥的施工工序复杂,结构体系和荷载随施工而不断变化,单元与节点数目也较多,若按各个施工阶段分别建立分析模型,整个施工过程的模拟将十分繁琐,更不利于分析结果的整理。为此,分析中采用一次建模(全桥模型)的方法[7],利用ANSYS的高级分析技术-单元生死以及设置相应的荷工过程被划分为13个荷载步来实现。图4所示为施工过程与有限元分析步骤对应关系。由于采用壳、载步来模拟施工全过程,荷载步的设置需反映施工过程中每一步骤的受力状况。结合施工顺序,施实体和杆单元混合模型,与一般设计软件采用梁单元模型相比较,本模型能精确跟踪整个桥梁在施工全过程中真实的受力状态,为组合梁桥施工安全提供可靠依据。
为考察施工过程中钢梁内力变化和支座处混凝土内的预应力施加情况,采用多个钢弦应变计对整个施工过程进行监测。钢箱梁上的钢弦式应变计主要分布在P06墩、P07墩及中间跨跨中截面E处的上下翼缘板上(P06、P07墩及E截面,位置见图1);混凝土上的应变计则布置在支座处混凝土桥面板表面上。
4 结果分析及模型验证
根据现场实测和理论计算得到数据,进行整理,给出测点应力-荷载步关系曲线图。图中横轴为图4中对应相应的施工步骤,纵轴为各应变计测试结果和理论计算应力值,关系曲线描述了整个施工过程中钢梁和混凝土内的应力变化情况。限于篇幅,本文仅给出部分监测和计算结果,如图5～图8所示。
图5～图7表明,钢梁的最大内力在150 MPa以下,远低于钢材的屈服强度345 MPa,因此整个施工过程中钢梁强度满足要求。在荷载步5～6间和荷载步11～12间(分别对应在边跨10 m和跨中37 m范围内施加压重和卸载压重)时,钢梁内力变化最大,说明预加静荷载对钢梁内力影响较大。卸掉压重后,对钢梁上、下翼缘应力变化要小于施加压重时的应力变化,主要是支座截面处负弯矩开始由钢梁单独承担,变成由钢梁与混凝土面板组成的组合梁来共同承担,整个组合截面受力,使得整个截面的抵抗弯矩能力增强,因而上、下翼缘应力变化量要小。此外,张拉高强钢筋对钢梁上翼缘应力影响较大,而对下翼缘应力几乎没有影响。
图8中,荷载步8至13分别对应分批张拉钢筋、卸载压重及落梁等工况,支座处负弯矩区混凝土表面的应力曲线始终保持下降趋势,压应力值逐渐增加,最终约为近14 MPa。张拉高强钢筋所占比重最大,45%左右,其次,压重所占比重为30%左右,强迫位移法所占比重最小,这与强迫位移大小有关。可以看出这三种方法都能有效地对负弯矩区施加预应力。应该注意的是,各种方法所施加预应力比例与强迫位移值、预加静荷载值、张拉高强钢筋面积等控制参数有关,也与桥梁本身特性有关。针对不同工程调整各参数取值,可以获取预应力施加的最佳效果。
综合以上分析可以看出,理论计算结果与实测数据变化规律基本一致,吻合较好,说明数值分析方法可以很好地模拟实际施工过程,因此,可以借助于有限元来进一步深入研究负弯矩区裂缝控制方法。
5 新方法的效果评价
根据计算结果,采用新方法后,在二期恒载和车辆活荷载(以P06墩处结合梁产生最大负弯矩为目的布置最不利荷载)作用下,考虑混凝土收缩、徐变影响,P06、P07墩处混凝土桥面板应力分布如图10和图11所示。可以看出,两个中间支座处的混凝土桥面板内均受压,P06墩处混凝土内最小压应力约为近0.7 MPa,P07墩处混凝土内最小压应力约为近1.3 MPa。说明采用该负弯矩处理方法已经为立水桥段结合梁桥有效施加上预压应力,成功避免了正常运营状态下负弯矩区混凝土开裂。
下面根据B,C支座混凝土面板应力做进一步分析,比较三种施工方法的有效性。图10为B、C支座的三种施加预应力方法所占比重关系图,图中1,2,3分别对应三种方法:张拉高强钢筋法、预加静荷载法和强迫位移法。由这两个图可以看出,预加静荷载所占比重最大,均达到48%,其次,张拉高强钢筋所占比重为40%左右,强迫位移法所占比重最小,约为12%左右,这与强迫位移大小有关。可以看出这三种方法都能有效地对负弯矩区施加预应力,但相比较而言,预加静荷载法和张拉高强钢筋比强迫位移法占的比重更大,施加预压应力更有效。
6 主要结论
(1)综合施加强迫位移、预加静荷载和张拉高强钢筋形成的新施工处理方法能安全有效地为负弯矩区混凝土施加预压应力,但相对而言,预加静荷载法和张拉高强钢筋法更为有效。
(2)预加静载值法能有效对负弯矩区混凝土施加预压应力,但同时对桥梁内力和变形影响较大。
(3)张拉高强钢筋对钢梁的上翼缘应力影响较大,而对钢梁的下翼缘应力几乎没有影响。
(4)采用通用有限元软件可以对桥梁的全部施工过程进行很好的数值模拟。因此,可以用有限元进行后续研究工作,确定强迫位移、预加静荷载及张拉高强钢筋等方法结合使用的最优组合方案,提出经济、合理、切实可行的施工设计方式以指导大跨度连续钢-混凝土结合梁桥的设计及施工。
摘要：北京地铁5号线立水桥-立水桥北站段第2联组合梁桥首次综合施加强迫位移、预加静荷载和张拉高强钢筋三种方法对负弯矩区混凝土施加预压应力,施工工序复杂,须保证其施工过程安全。以ANSYS有限元软件为工作平台,采用一次性建立全桥模型,利用单元生死技术,实现了对桥梁施工过程中每一施工阶段变形和应力的数值模拟。该组合梁桥具有良好的力学特性,桥经过多次体系转换,组合梁桥施工过程安全,可行。与现场实测数据比较,采用现有通用有限元软件可很好地对实际施工过程进行仿真分析;施加强迫位移、预加静荷载和张拉高强钢筋三种方法综合使用可有效为负弯矩区施加预应力,其中预加静荷载法最有效,但对钢梁内力及变形影响较大。
关键词：连续钢-混凝土结合梁桥,数值模拟,施工过程,有限元
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