熊　文　 劉　華　 郭　建　 武嘉斌　 葉見曙

(1東南大學(xué)交通學(xué)院,南京 210096)(2中鐵大橋勘測設(shè)計院集團(tuán)有限公司, 武漢 430056)(3南京市公共工程建設(shè)中心,南京 210019)

南京長江大橋是長江上第一座由中國自行設(shè)計和建造的雙層式公鐵兩用特大橋梁,1968年9月鐵路橋(京滬線控制工程)通車,同年12月公路橋通車運(yùn)營,已經(jīng)營運(yùn)使用了48年.基于當(dāng)時的計算手段、技術(shù)水平、施工工藝及對交通量的有限預(yù)估,其上層公路混凝土橋面板在構(gòu)造上通過墊塊擱置在下層鐵路鋼桁架的縱、橫梁上,在設(shè)計計算時理論上不參與主體鋼桁架結(jié)構(gòu)受力,橋面板結(jié)構(gòu)設(shè)計尺寸相對偏小,使得混凝土行車道板很容易出現(xiàn)受力裂縫、橋面板的抗彎剛度下降、支點位置負(fù)彎矩峰值陡增、托架處出現(xiàn)混凝土行車道板邊緣開裂、下翼緣壓碎等現(xiàn)象,若不及時維護(hù),則存在混凝土碎塊掉落至鐵軌而造成重大事故的風(fēng)險[1-4].

2015年11月,南京長江大橋進(jìn)行了一次封閉檢測及勘察工作.檢測結(jié)果表明,主橋混凝土橋面板存在多處網(wǎng)狀裂縫或橫向裂縫,部分裂縫存在滲水痕跡,說明橋面汽車荷載已對橋面板結(jié)構(gòu)造成損害.橋面板局部掉塊和砂漿墊層掉塊對列車的通行安全造成嚴(yán)重威脅.橋面板損傷導(dǎo)致公路鋼縱梁在承托滲水位置均存在不同程度的銹蝕,對鋼縱梁的耐久性存在一定的影響.鋼縱梁梁端裂紋隨著時間的推移,數(shù)量逐步增多,過多的梁端裂紋將對整體受力性能帶來一定的影響.綜上可知,南京長江大橋的主橋橋面板、鋼縱梁均存在較大的安全隱患.與2007年檢測的結(jié)果相比,公路橋面板病害存在進(jìn)一步增加的趨勢,急需維修改造[3].

本文在鐵路列車正常通行的前提下,提出了一種基于正交異性鋼橋面板的南京長江大橋上層公路橋面體系改造方法.基于南京長江大橋改造施工全過程的仿真分析,研究對比了改造前混凝土橋面板與改造后鋼結(jié)構(gòu)正交異性橋面板的受力性能以及改造前后主桁架關(guān)鍵構(gòu)件的力學(xué)行為.研究結(jié)果可以為我國連續(xù)鋼桁架結(jié)構(gòu)體系的雙層式公鐵兩用橋梁上層公路混凝土橋面板的加固改造與分析提供理論支撐.

1　橋面體系改造方法

1.1　原橋面系設(shè)計

原橋面系設(shè)計中公路縱梁疊置在橫梁上,共有11根,其中9根為行車道縱梁,2根為人行道縱梁,各行車道縱梁中心距為1 910 mm,邊縱梁與人行道縱梁的中心距為2 110 mm(見圖1).縱梁為跨徑8 m的四等跨連續(xù)梁,中間為固定支點,其余為活動支點.在活動支點位置處,采用螺栓在縱梁下翼開長圓孔處與橫梁連接.公路行車道板支撐在鋼縱梁上,按構(gòu)造要求兩者之間每隔約500 mm布置一對直徑為19 mm的連接螺栓.鋼縱梁為焊接結(jié)構(gòu),斷面為三塊板組成的工字形,總高620 mm.每組縱梁在支點及跨中用30#槽鋼連接作為橫撐.

圖1　原設(shè)計橋面系一般構(gòu)造圖(單位:cm)

公路正橋行車道板為4 m×8 m(縱橋向)、8 m×1.91 m(橫橋向)的輕質(zhì)(陶粒)鋼筋混凝土單向板,厚度13 cm,支點位置(鋼縱梁)加厚.行車道板預(yù)制而成并預(yù)留鋼筋,在現(xiàn)場澆注混凝土并完成行車道板的拼接.行車道板上方依次鋪設(shè)5 cm中粒瀝青混凝土以及2 cm硬瀝青瑪蹄脂.

1.2　改造橋面系設(shè)計

改造后橋面系為鋼結(jié)構(gòu)正交異性板.結(jié)構(gòu)組成包括橋面板(U肋)、縱梁(底板、腹板、腹板加勁肋)及橫向連接(橫梁和橫肋).縱梁共有11根,行車道縱梁之間的中心距為1 910 mm.每2根車行道縱梁之間橋面板下面設(shè)計有3道U型閉口肋.人行道橋面板下面設(shè)計有6道支承加勁肋,其中5根位于人行道縱梁與行車道、縱梁之間,1根位于人行道縱梁以外.橫向連接平均間距為2 666 mm,位于節(jié)點的稱為橫梁,位于節(jié)間的稱為橫肋.橫梁與橫肋均采用與整個正交異性鋼結(jié)構(gòu)板相同的材料,其主要差異在腹板厚度上,厚度差為2 mm.橫梁、橫肋與縱梁腹板焊接連接.橋面橫向坡度通過縱梁變高度的方式實現(xiàn).改造后的橋面系設(shè)計見圖2.

圖2　改造后橋面系設(shè)計構(gòu)造圖(單位:cm)

改造后橋面系支座采用固定鋼支座,支座約束情況為每一聯(lián)主梁(3×160 m)在中跨跨中設(shè)置一排較大約束.中跨跨中半幅中心線上的單個支座約束其順橋向位移、橫橋向位移以及豎向位移,中跨跨中其他位置的支座需約束順橋向和豎向位移;半幅中心線上除中跨跨中位置,其他位置支座約束橫橋向和豎向位移;以上約束條件之外的支座僅約束豎向位移.

2　有限元數(shù)值模型

本次改造范圍為公路縱梁及以上橋面系結(jié)構(gòu),主桁架和鐵路系統(tǒng)均保留其原結(jié)構(gòu).故針對3×160 m連續(xù)鋼梁結(jié)構(gòu),利用ANSYS有限元分析軟件,進(jìn)行有限元數(shù)值建模[5-8].其中,160 m單跨按16 m一節(jié)進(jìn)行伸臂安裝吊裝施工,并設(shè)置多個臨時墩提供支撐,成橋狀態(tài)與一次落架狀態(tài)一致.故以下研究中采用一次落架成橋模型進(jìn)行該橋施工過程的數(shù)值模擬既合理準(zhǔn)確又簡單明了.

2.1　單元材料屬性

ANSYS建模時,各構(gòu)件所設(shè)置的材料與單元屬性見表1[1,4].其中,鐵路部分的長鐵軌按50 kg/m線荷載計入.

表1　材料與單元屬性

2.2　主桁架建模

該模型的主體部分為鋼桁架結(jié)構(gòu),采用Beam4單元模擬.根據(jù)大橋原始設(shè)計圖紙,對主桁架材料的彈性模量、泊松比、質(zhì)量密度進(jìn)行定義,對主桁架及其附屬結(jié)構(gòu)的55種不同構(gòu)件類型分別賦予不同的截面尺寸與剛度屬性.部分主桁架構(gòu)件之間的節(jié)點連接采用耦合進(jìn)行模擬,以符合實際受力特性.在模型的相應(yīng)位置添加質(zhì)量單元Mass21計入鐵路軌道自重.主桁架模型見圖3.

(a) 跨中處主桁局部

(b) 支座處主桁局部

(c) 整體結(jié)構(gòu)

圖3主桁架有限元模型圖

2.3　原橋面系建模

原橋面系是公路縱梁和混凝土橋面板利用鋼支座搭接而成,因此分別采用Beam和Shell單元對縱梁和橋面板進(jìn)行建模,同時利用剛性連接模擬約束,并在必要位置設(shè)置自由度耦合.跨中設(shè)為固定支點,其余設(shè)為活動支點.原橋面系行車道板縱梁采用Beam189單元模擬,該單元不僅具有普通梁單元的屬性,還能夠模擬剪切變形帶來的整體力學(xué)影響,適用于分析細(xì)長的梁結(jié)構(gòu).對連接縱梁的橫梁進(jìn)行模擬時,較大幅度提高兩者連接的局部區(qū)域剛度,以形成剛性域,從而實現(xiàn)面-面剛性連接的目的.原橋面系模型見圖4.

(a) 原橋面系鋼縱梁

(b) 原橋面系橫截面

圖4原橋面系有限元模型

2.4　改造橋面系建模

正橋改造后橋面系為鋼結(jié)構(gòu)正交異性板,全橋連續(xù).橋面板和縱梁以及橫梁、橫肋等均為焊接或高強(qiáng)螺栓連接,屬于剛性連接范疇.改造后的新橋面系全部采用Shell43單元進(jìn)行建模,包括位于鋼橋面板下方的縱梁、U形閉口肋、I形開口肋等.橫梁、橫肋通過連接縱梁單元相應(yīng)位置上節(jié)點而構(gòu)成橫向單元,并被倒T形縱梁穿過.下翼緣板底面與橫梁下翼緣板底面平齊.對于連接剛度較大的節(jié)點板位置,高強(qiáng)螺栓連接位置、焊接等部位均按照剛性連接約束進(jìn)行;對于支座、橋面板-縱梁等弱連接點,使用耦合方程或剛性梁單元進(jìn)行設(shè)置.部分位置約束條件可利用模型更新技術(shù)對剛度不斷進(jìn)行修正,以達(dá)到與實際相符的連接狀態(tài).改造后橋面系模型見圖5.

(a) 鋼結(jié)構(gòu)正交異性板

(b) 改造后橋面系橫截面

圖5改造后正交異性鋼橋面系有限元模型

2.5　模型準(zhǔn)確性驗證

南京長江大橋在通車前曾采用2臺Φ-20火車頭+8輛G12油罐車進(jìn)行了9組輪位的列車靜荷載試驗,測量了輪載作用下主桁桿件軸力以及節(jié)點撓度等結(jié)構(gòu)反應(yīng).現(xiàn)選取荷載試驗中Ⅲ號輪位進(jìn)行有限元模型驗證.荷載試驗中火車頭和油罐車軸重分別按25和4 t計算,第2輛列車頭布置在跨中H9節(jié)點位置,列車雙線加載(見圖6)[9-11].圖中,B表示上弦桿節(jié)點編號;M,H表示下弦桿節(jié)點編號;C表示斜撐交叉節(jié)點編號.

(a) 節(jié)點編號與加載示意圖

(b) 有限元模型加載示意圖

2.5.1撓度對比

提取主桁架上弦節(jié)點B0～B30、下弦節(jié)點M0～H30以及斜腹桿節(jié)點C1～C29(具體位置見圖6)處豎向撓度的有限元分析數(shù)值與荷載試驗實測數(shù)值,以斜腹桿為例,兩者對比結(jié)果見圖7.由圖可知,有限元模型的豎向撓度計算結(jié)果與實測數(shù)據(jù)接近,最大誤差發(fā)生在跨中斜腹桿C9節(jié)點處,誤差值為3.75%.

圖7　撓度有限元與實測結(jié)果對比

2.5.2主桁軸力

提取主桁架上弦桿B0-B2～B28-B30和下弦桿M0-M2～H28-H30(具體位置見圖6)軸向力的有限元分析數(shù)值與荷載試驗實測數(shù)值,上弦桿的對比結(jié)果見圖8(壓為負(fù),拉為正).由圖可知,無論是數(shù)值還是分布,有限元模型的主桁軸力計算結(jié)果與實測數(shù)據(jù)均非常接近.上弦桿最大軸力產(chǎn)生于B8-B10桿件,有限元分析結(jié)果為-9.723 2 MN,荷載試驗實測值為-10.335 8 MN,誤差為6.26%.下弦桿最大軸力產(chǎn)生于H8-H10桿件,有限元分析結(jié)果為9.403 5 MN,荷載試驗實測值為9.892 5 MN,誤差為5.19%.

圖8　上弦桿軸力有限元與實測結(jié)果對比

2.5.3支座反力

表2給出了原始設(shè)計圖紙支座反力實測值與有限元計算的對比結(jié)果.可以看出,兩者數(shù)值接近.

表2　支座反力計算值與實測值對比

綜上,有限元分析結(jié)果在撓度、主桁架軸力以及支座反力等方面均與原橋?qū)嶋H情況接近,從而證明了該有限元建模的可靠性與準(zhǔn)確性.

3　改造施工過程的力學(xué)行為分析

3.1　改造施工過程仿真

南京長江大橋橋面體系改造的核心施工流程為:

① 封閉交通,搭設(shè)隔離防護(hù)棚及提升站,設(shè)置南北處提升站及施工棧橋.有限元模型中在主桁架隔離防護(hù)棚的安裝位置處施加沿Y軸負(fù)方向的靜力荷載,用以等效防護(hù)棚的自重效應(yīng).

② 由中心往兩側(cè)對稱拆除橋面系及附屬設(shè)施,進(jìn)行鋼橫梁制動、橫梁加固、銹蝕鋼構(gòu)件加固或更換.在有限元模型中利用單元生死,模擬原橋面板的對稱拆除.

③ 由兩邊墩向橋梁中心方向安裝正交異性鋼橋面系.在有限元模型中利用單元生死,激活正交異性鋼橋面單元以模擬新橋面系的安裝,模擬中按照實際的安裝順序,由兩邊墩開始向橋梁中心方向逐漸激活(見圖9).

④ 拆除提升站、施工棧橋、隔離防護(hù)棚架.在有限元模型中將原施加于主桁架上沿Y軸負(fù)方向的靜荷載撤除.

⑤ 安裝欄桿、路燈,進(jìn)行橋面鋪裝.有限元模型中將橋面附屬設(shè)施及橋面鋪裝轉(zhuǎn)化為等效靜荷載施加在相應(yīng)位置.

(a) 步驟1

(b) 步驟2

(c)步驟3

(d) 安裝模擬細(xì)節(jié)

圖9改造橋面系安裝過程有限元模擬

3.2　施工階段靜力分析結(jié)果

原橋面系全部拆除,新橋面系尚未安裝,結(jié)構(gòu)最為薄弱,在結(jié)構(gòu)恒載和列車荷載的共同作用下,被認(rèn)為是正橋改造過程中結(jié)構(gòu)的最不利狀態(tài).通過計算可以發(fā)現(xiàn)結(jié)構(gòu)的安全性均滿足要求.表3僅給出考慮列車荷載時各類桿件軸力的最大軸壓力值.

表3　全部拆除狀態(tài)各構(gòu)件最大軸壓力

對于中心受壓桿件,需要進(jìn)一步進(jìn)行構(gòu)件的穩(wěn)定性驗算.通過與表3給出的穩(wěn)定容許值相比較,可以看出其局部穩(wěn)定性也是滿足要求的.

3.3　施工階段動力分析結(jié)果

原橋面系全部拆除、新橋面系尚未安裝時,結(jié)構(gòu)組成、形式及質(zhì)量均發(fā)生改變,需要對此時的動力特性進(jìn)行分析.將全拆除狀態(tài)的自振頻率與改造前后的自振頻率進(jìn)行對比,結(jié)果見表4.可以發(fā)現(xiàn),當(dāng)橋面系全部拆除時,橋體整體質(zhì)量減輕,使得此時橋體剛度增大,并未發(fā)生剛度減弱的現(xiàn)象,由此確保列車正常運(yùn)營時結(jié)構(gòu)剛度滿足鐵路規(guī)范要求.

表4　自振頻率對比　Hz

4　改造前后結(jié)構(gòu)受力狀態(tài)對比

4.1　恒載作用效應(yīng)

4.1.1主桁結(jié)構(gòu)變形

恒載作用下橋面系改造前后的3×160 m主桁架結(jié)構(gòu)豎向撓度對比見圖10.

圖10　改造前后主桁下弦桿豎向撓度對比

恒載作用下改造前后主桁最大撓度均發(fā)生在兩邊跨跨中.上弦最大撓度發(fā)生在B9處,改造前為146.8 mm,改造后為130.5 mm,豎向撓度值減少了16.3 mm,降低了11.10%.下弦最大撓度發(fā)生在H9處,改造前為142.0 mm,改造后為130.1 mm,豎向撓度值減少了11.9 mm,降低了8.38%.這主要是因為鋼結(jié)構(gòu)正交異性板和新橋面鋪裝的自重比原橋面系焊接鋼縱梁、混凝土橋面板及鋪裝層要輕,也驗證了新橋面系輕質(zhì)高強(qiáng)的特點.

4.1.2主桁桿件軸力

由于對稱性,圖11僅給出改造前后半幅主桁部分桿件的軸力大小對比圖(各桿件位置見圖6(a)).

由圖11(a)可知,改造前上弦桿受壓、受拉最大位置分別發(fā)生在桿件B6-B8與B20-B22(墩頂位置)處,軸力值分別為-11.769和10.503 MN;改造后受壓、受拉最大位置同樣發(fā)生在桿件B6-B8與B20-B22處,軸力值分別為-10.612和9.407 kN,分別較改造前降低9.84%和10.44%.圖11(b)中中跨支座位置的斜撐加勁桿受壓軸力較大;

(a) 上弦桿軸力對比

(b) 斜撐加勁桿軸力對比

(c)下斜桿軸力對比

最大軸力出現(xiàn)在支座兩側(cè)桿件H19-H20和H20-H21處,改造前后軸力分別降低了10.13%和10.11%.圖11(c)中改造前下斜桿受壓、受拉最大位置分別發(fā)生在桿件H16-C15與H14-C15處,軸力值分別為-5.481和-4.171 MN;改造后受壓、受拉最大位置不變,軸力值分別為-4.792和3.872 MN,與改造前相比，分別降低了12.44%和7.17%.從桿件受力整體情況來看,橋面系改造后斜桿軸力有較大幅度降低,并發(fā)生在支座附近,跨中區(qū)域斜桿軸力較小.

4.1.3支座反力

橋面系改造前后恒載作用下支座反力對比見表5.可以看出,改造成鋼結(jié)構(gòu)正交異性板以及鋪裝厚度的降低,可減少橋面系自重,支座反力整體約降低了21.97%.

表5　支座反力對比

4.2　列車荷載作用效應(yīng)

4.2.1主桁結(jié)構(gòu)變形

列車以較快速度通過正橋會引起主桁架較大的變形,從而對正交異性板產(chǎn)生影響.參照《鐵路橋涵設(shè)計基本規(guī)范》中4.3.1條“中-活載”計算圖[9],每一列車按80 kN/m全跨滿布加載,雙線布載,得到改造前后主桁結(jié)構(gòu)的變形(見圖12).

圖12　改造前后主桁下弦桿豎向撓度對比

列車荷載作用下改造前后主桁最大撓度均發(fā)生在2個邊跨跨中.下弦最大撓度發(fā)生在H9以及其對稱位置,改造前為109.2 mm,改造后為97.8 mm,豎向撓度較改造前減少10.4%.可以看出,改造后正交異性橋面系整體性較好,連接性較強(qiáng),可顯著提高主桁結(jié)構(gòu)的整體剛度.

4.2.2主桁桿件軸力

列車荷載作用下,改造前后主桁架各桿件的受力變化情況與恒載作用下類似,這里僅給出主桁下弦桿軸力對比情況(見圖13).

圖13　改造前后主桁下弦桿軸力對比

改造前后下弦桿受拉軸力最大位置均發(fā)生在桿件H8-H10處,但改造后軸力值(7.593 MN)比改造前(7.495 MN)略有升高;改造前后下弦桿中桿件受壓軸力均較小.這主要是因為橋面系由傳統(tǒng)的輕質(zhì)(陶粒)鋼筋混凝土鋼縱梁組合變成了正交異性鋼結(jié)構(gòu)橋面系,橋面系整體剛度有所提高,更多參與主桁結(jié)構(gòu)的共同受力導(dǎo)致主桁框架截面中性軸上移,故而改造后下弦桿受拉軸力有所增大.當(dāng)然,由于橋面系剛度貢獻(xiàn)有限,其變化對軸力的影響并不明顯.

4.2.3正交異性板空間受力

考慮到列車荷載作用下主桁架上弦桿最大豎向撓度計算值為94.7 mm,而主桁架與正交異性板共同變形,故需重點分析正交異性板的空間應(yīng)力狀態(tài)[12].計算得到列車荷載作用下正交異性橋面板應(yīng)力分布,邊跨跨中區(qū)域和墩頂區(qū)域應(yīng)力較大,大部分應(yīng)力在1.7 MPa以內(nèi),小部分支座附近應(yīng)力值達(dá)到3.5 MPa.

圖14給出了中跨跨中正交異性橋面板縱向應(yīng)力的橫向分布.圖中,橫橋向坐標(biāo)0處表示行車道板一側(cè)端部位置.可以看出,跨中為正彎矩區(qū)域,計算表明橋面板橫向中間區(qū)域受壓,兩端受拉.墩頂位置為負(fù)彎矩區(qū)域,則橋面板橫向中間區(qū)域受拉,而兩端受壓.全橋范圍內(nèi),正交異性橋面板縱向應(yīng)力均沿橫向不均勻分布,但是數(shù)值不大,空間受力特征并不明顯,這也體現(xiàn)出改造后正交異性橋面板對各方向剛度的加勁效果.

圖14　中跨跨中正交異性橋面板縱向應(yīng)力的橫向分布

5　結(jié)論

1) 利用南京長江大橋通車前的靜載試驗數(shù)據(jù),驗證了本文建立的基于空間殼單元、桿單元的三維有限元數(shù)值模型的可靠性與準(zhǔn)確性.

2) 由中心往兩側(cè)對稱拆除原橋面系,由兩側(cè)向中心安裝正交異性鋼結(jié)構(gòu)行車道板,利用數(shù)值模擬證明了該改造方案的工序合理性以及施工中整體結(jié)構(gòu)與局部構(gòu)件的安全穩(wěn)定性.

3) 橋面系全部拆除時,整體質(zhì)量減輕,使得橋體剛度增大,并未發(fā)生剛度減弱的現(xiàn)象,施工改造過程中的結(jié)構(gòu)剛度亦滿足鐵路規(guī)范要求,可確保施工中鐵路列車的通行,無需中斷其正常營運(yùn).

4) 橋面系改造后,主桁結(jié)構(gòu)在恒載作用下?lián)隙葴p小,剛度提升.各構(gòu)件軸力特別是支座反力明顯降低,充分體現(xiàn)了正交異性鋼橋面系輕質(zhì)高強(qiáng)的特點.

5) 橋面系改造后,主桁結(jié)構(gòu)在列車荷載作用下的變形及部分構(gòu)件軸力均降低,顯示了改造后正交異性鋼橋面系的整體性較好,連接性較強(qiáng),顯著提高了主桁結(jié)構(gòu)的整體剛度,但也由此導(dǎo)致主桁截面中性軸上移,改造后下弦桿受拉軸力增大.

6) 橋面系改造后,正交異性鋼橋面板縱向應(yīng)力沿橫向不均勻分布,但數(shù)值不大,空間受力特征并不明顯,體現(xiàn)出改造后新橋面系對各方向剛度具有較好的加筋效果.

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