范驍君，楊 揚，趙耽崴

（浙江省交通規(guī)劃設計研究院有限公司，浙江 杭州 310012）

1 概 況

內(nèi)河航道提升改建過程中，對三跨預應力連續(xù)梁橋常采用頂升改建方案，該橋型重量大、剛度高，屬超靜定結構，施工過程中易產(chǎn)生位移不同步引起結構彎扭，進而產(chǎn)生內(nèi)力重分布，嚴重時將導致梁體開裂，對頂升施工具有較高要求。本文以浙北地區(qū)某連續(xù)梁橋頂升作為案例，該橋整體頂升過程中，產(chǎn)生縱向、斜向裂縫，經(jīng)過對裂縫的成因、分布等具體分析，認為連續(xù)梁橋頂升應著重關注扭轉變形，建議采用位移結合支反力雙指標監(jiān)控措施，防止頂升期間因支點位移不同步引起梁體扭轉開裂。

1.1 原橋情況

原橋為二級公路橋，設計荷載汽-20，掛-100，橋梁面寬9.5 m，全長470 m，主跨為45 m+80 m+45 m連續(xù)梁橋，上跨長湖申線西延航道（規(guī)劃Ⅲ級航道通航孔60.0 m×7.0 m），目前通航凈高不足7 m，是本次航道改建過程中的制約因素。

本橋為單箱單室變截面連續(xù)箱梁，跨中梁高2.0 m，支點處梁高4.6 m，箱梁自根部至跨中梁高和底板厚按二次拋物線變化。雙向預應力布索，配置縱向及豎向預應力。主橋下部結構為柱式墩，基礎為群樁接承臺式基礎。

本橋技術狀況評定為2 類，主要存在箱梁裂縫、橋面破損、混凝土剝落、表層鋼筋銹脹等問題。

改建照片見圖1。

圖1 改建照片

1.2 橋梁頂升

本橋改建采用全橋整體頂升方案，抬升高度3.0 m，改建后橋梁縱坡、豎曲線半徑維持不變，主跨可滿足60 m×7 m 限制性Ⅲ級航道通航凈空。

（1）千斤頂選擇

本工程采用液壓千斤頂與機械跟隨千斤頂組合的頂升方法。頂升各墩位置均設置一組液壓千斤頂，一組機械跟隨千斤頂，每組安全系數(shù)均不小于2.0，見表1。

表1 主橋千斤頂布置表

（2）頂升布置

連續(xù)梁主墩、邊墩為柱式墩，基礎為群樁接承臺式基礎，采用托梁整體頂升，承臺作為反力基礎，鋼分配梁作為托換體系。傳力路徑為：原橋基礎承臺→千斤頂臨時支撐→鋼分配梁→上部箱梁。主墩布置16臺500 t 頂升千斤頂，20 臺500 t 機械跟隨千斤頂，墩身兩側雙排布置，邊墩布置4 臺200 t 頂升千斤頂，4 臺200 t 機械跟隨千斤頂，墩身主橋側單排布置，見圖2。

圖2 主橋頂升布置圖（單位：cm)

1.3 頂升監(jiān)控

頂升期間對主橋各墩進行位移監(jiān)控，主墩、邊墩兩側安裝拉線式位移傳感器，監(jiān)控施工期各墩之間順橋向位移差和同一截面處橫向位移差，見圖3～圖6。根據(jù)監(jiān)控報告，主墩最大橫橋向不同步出現(xiàn)在7號墩，最大位移差2.4 mm；邊墩最大橫橋向不同步出現(xiàn)在5 號墩，最大位移差2.0 mm，全橋各監(jiān)測點間最大高差2.5 mm。

圖3 主墩頂升施工

圖4 主墩千斤頂布置（單位：cm)

圖6 邊墩千斤頂布置（單位：cm)

1.4 裂縫開展

橋梁頂升完成后，對箱梁內(nèi)部進行二次檢查，箱梁內(nèi)部裂縫出現(xiàn)不同程度開展，并新增縱向、斜向裂縫，裂縫位置和分布分別詳見圖7～圖9。

圖5 邊墩頂升施工

圖7 邊跨頂板縱向裂縫（5 號墩）

圖8 邊跨頂板縱向裂縫（8 號墩）

圖9 新增頂板底面縱向裂縫示意圖

新增頂板下緣縱向裂縫出現(xiàn)位置主要集中在邊墩端部、中墩人孔和梁體1/4 跨附近。在邊墩位置，裂縫呈現(xiàn)出數(shù)量少、縫寬大、延伸長，開展深的特點，縫寬0.30～0.60 mm，延伸長度2.1～5.0 m；在1/4中跨和1/4 邊跨位置，裂縫分布均勻，裂縫寬度、延伸長度、開展深度有所下降，縫寬0.2～0.25 mm，延伸長度2.0～3.6 m。

新增腹板內(nèi)側斜向裂縫出現(xiàn)于中跨，數(shù)量較少，縫寬小，長度短。最大裂縫寬度0.08 mm，延伸長度0.5 m，見圖10。

圖10 新增腹板內(nèi)側斜向裂縫示意圖

2 彎扭影響分析

橋梁頂升過程中全橋處于擬靜力狀態(tài)，除千斤頂作用外無其他外力，由于各支點無法做到完全同步，會存在各點頂升位移偏差對結構產(chǎn)生彎曲、扭轉。分別考慮順橋向頂升不同步產(chǎn)生的彎曲效應和橫橋向頂升不同步產(chǎn)生的扭轉效應。利用空間網(wǎng)格模型，對結構在頂升期間各支點位移不同步情況進行分析。

2.1 空間網(wǎng)格模型

橋梁結構的實用精細化分析宜采用空間網(wǎng)格模型、折面梁格模型和7 自由度單梁模型，其中空間網(wǎng)格模型是最為全面的實用精細化模型，能夠全面反映箱梁腹板受力分配、薄壁效應、剪力滯效應。

（1）模型建立

空間網(wǎng)格模型將箱梁離散成多塊板元，每一個板元離散為十字交叉的正交梁格，以十字交叉縱橫梁的剛度等代板元的剛度，箱梁由多張等效板元的網(wǎng)格表達。本橋對全橋進行離散，全橋共計1 134 個縱梁單元，1 100 個橫梁單元，見圖11。

圖11 主橋建模圖形

（2）截面的劃分

截面的劃分，考慮結構形式，受力特性進行劃分。本次設計重點對比彎曲和扭轉對于箱梁各板件受力影響，因此對箱梁的頂板、底板、腹板均進行劃分，箱梁頂板劃分為7 個橫梁單元，腹板劃分為2 個橫梁單元，底板劃分為4 個橫梁單元，見圖12。

圖12 箱梁0 號塊梁格劃分模型

（3）空間效應的表達

空間網(wǎng)格模型將結構的軸彎剪扭復合效應，轉換為劃分單元的受力，分別由頂板、底板、腹板的劃分單元受力疊加得到關注部位的正應力、剪應力、主應力。本次重點關注結構在彎扭作用下的影響，分別通過提取關鍵位置的縱、橫梁單元應力，等效為順橋向正應力、橫截面剪應力，進而對結構影響進行分析。

2.2 彎曲效應

當箱梁自身截面保持水平，無結構扭轉，僅考慮各墩位置順橋向頂升不同步產(chǎn)生的彎曲，分別按6 號中墩和5 號邊墩位移差1 mm、1.5 mm、2.5 mm 計算。

（1）縱向正應力

縱梁單元由于彎曲產(chǎn)生應力變化，6 號中墩位置頂升位移差2.5 mm 時，最大應力0.29 MPa；5 號邊墩位置頂升位移差2.5 mm 時，最大應力0.27 MPa。具體見圖13、圖14 和表2。

圖13 6 號中墩順橋向位移差2.5mm 正應力圖

圖14 5 號邊墩順橋向位移差2.5 mm 正應力圖

表2 彎曲最大正應力

（2）橫向剪應力

橫梁單元由于彎曲產(chǎn)生應力變化，6 號中墩位置頂升縱向位移差2.5mm 時，中橫梁頂板最大剪應力0.11 MPa，底板最大剪應力0.35 MPa，端橫梁頂板最大剪應力0.07 MPa，底板最大剪應力0.16 MPa。具體見圖15、圖16 和表3。

表3 6 號中墩順橋向彎曲最大剪應力

圖15 6 號中墩順橋向位移差2.5 mm 中橫梁頂?shù)装迳稀⑾聦討D（單位：MP a）

圖16 6 號中墩順橋向位移差2.5 mm 端橫梁頂?shù)装迳?、下層應力圖（單位：MP a）

5 號邊墩位置頂升縱向位移差2.5 mm 時，中橫梁頂板最大應力0.15 MPa，底板最大應力0.54 MPa，端橫梁頂板最大應力0 . 06 MPa ，底板最大應力0.15 MPa。具體見圖17、圖18 和表4。

圖17 5 號邊墩順橋向位移差2.5 mm 中橫梁頂?shù)装迳?、下層應力圖（單位：MP a）

圖18 5 號邊墩順橋向位移差2.5 mm 端橫梁頂?shù)装迳?、下層應力圖（單位：MP a）

表4 5 號邊墩順橋向彎曲最大剪應力

（3）支點反力

在順橋向彎曲作用下，隨著曲率的增加，各墩支點反力變化較小，各墩位置左右支反力理論上一致，見表5、表6。

表5 6 號中墩順橋向位移差作用下結構支反力

表6 5 號邊墩順橋向位移差作用下結構支反力

2 3 扭轉效應

當箱梁各墩中心位置順橋向保持同步，無整體彎曲，僅考慮各墩橫橋向頂升不同步產(chǎn)生的扭轉，根據(jù)監(jiān)控數(shù)據(jù)，分別按6 號中墩1 mm、1.5 mm、2.5 mm，5 號邊墩1 mm、1.5 mm、2.0 mm 位移差計算。

（1）縱向正應力

縱梁單元由于扭轉產(chǎn)生應力變化，6 號中墩位置頂升橫向位移差2.5 mm 時，最大應力1.9 MPa；5號邊墩位置頂升橫向位移差2.0 mm 時，最大應力0.96 MPa。具體見圖19、圖20 和表7。

圖19 6 號中墩橫橋向位移差2.5 mm 正應力圖（單位：MP a）

圖20 5 號邊墩橫橋向位移差2.0 mm 正應力圖（單位：MP a）

表7 扭轉最大正應力

（2）橫向剪應力

橫梁單元由于扭轉產(chǎn)生應力變化，6 號中墩位置頂升橫向位移差2.5 mm 時，中橫梁頂板最大剪應力1.26 MPa，底板最大剪應力3.26 MPa，端橫梁頂板最大剪應力3.00 MPa，底板最大剪應力4.64 MPa。具體見圖21、圖22 和表8。

圖21 6 號中墩橫橋向位移差2.5 mm 中橫梁頂?shù)装迳?、下層應力圖（單位：MP a）

圖22 6 號中墩橫橋向位移差2.5 mm 端橫梁頂?shù)装迳稀⑾聦討D（單位：MP a）

表8 6 號中墩橫橋向扭轉最大剪應力

5 號邊墩位置頂升橫向位移差2.0 mm 時，中橫梁頂板最大剪應力0.48 MPa，底板最大剪應力1.12 MPa，端橫梁頂板最大剪應力1.32 MPa，底板最大剪應力1.22 MPa。具體見圖23、圖24 和表9。

表9 5 號邊墩橫橋向扭轉最大剪應力

圖23 5 號邊墩橫橋向位移差2.0 mm 中橫梁頂?shù)装迳?、下層應力圖（單位：MP a）

圖24 5 號邊墩橫橋向位移差2.0 mm 端橫梁頂?shù)装迳稀⑾聦討D（單位：MP a）

（3）支點反力

在橫橋向扭轉作用下，隨著扭轉角的增加，各墩支點反力變化顯著，且各墩位置左右支反力相差較大，見表10、表11。

表10 6 號中墩橫橋向位移差作用下結構支反力

表11 5 號邊墩橫橋向位移差作用下結構支反力

2.4 彎扭影響

根據(jù)各墩順橋向頂升不同步產(chǎn)生的彎曲、橫橋向頂升不同步產(chǎn)生的扭轉，可以明顯看出，同等變位作用下，相比于彎曲作用，扭轉作用對結構正應力、剪應力、支反力均有顯著影響。這反映出連續(xù)梁結構扭轉剛度大，對于扭轉的強制位移更敏感。

3 結構分析

3.1 裂縫成因分析

由計算結果可知，對于連續(xù)梁結構，當箱梁保持水平，僅考慮順橋向不同步頂升對結構產(chǎn)生的二次彎矩，該內(nèi)力對于箱梁截面產(chǎn)生的正應力，剪應力影響均有限，從裂縫開展情況看，新開展裂縫無橫向裂縫，一方面是是彎曲變形對結構應力影響較小，另一方面是原結構為雙向預應力結構，縱向預應力留有儲備。

相比縱向彎曲，結構的橫橋向不同步頂升產(chǎn)生的扭轉是裂縫開展的主因。箱梁內(nèi)新增裂縫幾乎均為頂板縱向裂縫，一方面因為橫向扭轉產(chǎn)生剪應力較大，另一方面由于頂板較薄且無橋面橫向預應力鋼束限制，因此在扭轉剪應力作用下，易引起頂板結構的縱向、斜向裂縫開展。

3.2 裂縫分布分析

根據(jù)監(jiān)控報告，主墩最大橫橋向不同步出現(xiàn)在7號墩，最大位移差2.4 mm；邊墩最大橫橋向不同步出現(xiàn)在5 號墩，最大位移差2.0 mm，分別進行以上兩種工況分析，提取橫橋向箱梁頂板最大剪應力，見圖25。

圖25 7 號中墩橫橋向位移差2.4 mm 頂板最大剪應力圖

7 號中墩位置頂升橫向位移差2.4 mm 時，7、8號墩位置頂板扭轉剪應力出現(xiàn)峰值，分別為1.3 MPa和2.9 MPa，后沿跨中方向逐漸降低，見圖26。

圖26 5 號邊墩橫橋向位移差2.0 mm 頂板最大剪應力分布圖

5 號邊墩位置頂升橫向位移差2.0 mm 時，5、6號墩位置扭轉剪應力出現(xiàn)峰值，分別為1.3 MPa 和0.5 MPa 后沿跨中方向逐漸降低。

可以看到，在扭轉作用下，中墩和邊墩位置箱梁截面出現(xiàn)應力峰值，但同時由于邊墩箱梁截面扭轉剛度遠小于中墩箱梁截面，因此箱梁最大剪應力均出現(xiàn)在端橫梁位置。這點與裂縫開展情況形成了對應，體現(xiàn)在結構裂縫特點為，端橫梁及中橫梁根部處出現(xiàn)的裂縫寬度大、開展深、數(shù)量少，呈明顯的扭轉受拉破壞，其中又以端橫梁裂縫開展最為嚴重。

3.3 扭轉引起的支反力偏差

結構順橋向不同步彎曲對各墩支反力影響較小，而同等位變作用下橫橋向不同步扭轉，對各墩左右支反力將產(chǎn)生明顯變化。

當7 號中墩最大扭轉變形2.5 mm 時，8 號邊墩左右兩側支反力分別為1 417.8 kN、735.4 kN，左右不平衡力682.4 kN，相差48%，7 號中墩左右兩側支反力分別為9 570.2 kN、11 305.4 kN，左右不平衡力1 735.2 kN，相差18%。由于中墩截面剛度大，在扭轉作用下中墩的支反力差絕對值更大，但由于中墩所分配自重大，所引起的支反力變化比例小于邊墩。

由此可見相比于位移變化，支反力對于扭轉的影響更為顯著，也易于監(jiān)控，建議在連續(xù)梁頂升過程中對各墩左右支反力差值進行限制以控制結構扭轉變形。

4 總結與建議

連續(xù)梁結構由于其自身結構剛度大，頂升過程中不同步扭轉變形引起的內(nèi)力重分布對結構影響顯著，甚至引起結構開裂，應予以重視。

常規(guī)結構頂升作業(yè)期間通常以位移監(jiān)控作為主要控制手段，控制系統(tǒng)一般可保證各點位移差不大于5 mm，然而對于連續(xù)梁結構，該位移精度控制下的扭轉影響顯著，已無法滿足要求，需采用更高精度的位移控制措施，但也造成了實際操作的困難。

與位移變化相比，支反力對連續(xù)梁結構扭轉效應更為敏感，通過各墩左右支反力的偏差來限制扭轉效應更易實施。建議在以位移控制為主的前提下，結合各墩之間左右支反力偏差限制進行雙指標監(jiān)控，防止頂升期間因支點位移不同步引起梁體扭轉開裂。