舊簡支梁轉變為連續梁的試驗研究

王文煒 李淑琴  翁昌年

東南大學 江蘇南京210096 遼寧省大通公路丁程有限公司 遼寧沈陽110179

引言

    簡支鋼筋混凝土T梁橋是我國廣泛使用的一種橋梁結構形式。經過多年的運營，鋼筋混凝土T梁在外界各種因素作用下，承載力及剛度均已不能滿足現代交通的要求。為了能夠繼續使用，可以將舊簡支鋼筋混凝土T梁轉變為連續體系進行加固改造，使其能夠滿足現代交通的需求。

    舊簡支鋼筋混凝土T梁縱向轉變為連續體系后，關鍵問題是保證運營狀態下支座負彎矩區混凝土不開裂。一個行之有效的方法是在支座負彎矩區設置預應力鋼束。施加預應力的方法是在負彎矩區預先埋設預應力鋼束，然后在原鋼筋混凝土T梁上新澆筑一層混凝土，使預應力鋼束與新澆筑的混凝土黏結在一起共同工作。通過施加預應力的方法可保證負彎矩區混凝土不出現拉應力或混凝十不開裂。

    將簡支梁通過施加預應力的方法轉變為連續體系后，負彎矩區為新老混凝土結合梁，其他部分仍為鋼筋混凝土梁。國內外對預應力混凝土連續梁、鋼一混凝土組合梁的受力性能開展了相應的試驗研究，對于這種組合連續梁的研究相對較少。為深入了解連續梁的受力性能，本文進行了3根連續梁的試驗研究。

表1試件設計表

1、試驗研究

    1.1試驗梁簡介

    本試驗共澆筑了7根鋼筋混凝土T形截面梁，1根作為對比梁，其余的均縱向連續形成2跨連續梁。試驗梁翼緣板寬800mm，厚l05mm，腹板寬90mm，高500mm，凈跨徑為3000mm，縱向每隔680mm設置厚度為70mm的橫隔板，如圖1所示。

    B1—1、Bl—2梁為一組對比梁，B1—1通過后張法縱向形成連續梁，B1—2通過先張法形成連續梁，目的是考察不同的施加預應力方法對簡支梁轉變連續體系的影響。Bl—1、B2為一組對比梁，不同之處在于預應力鋼絞線的長度，B2梁預應力鋼絞線長度為l.1m，Bl—1梁預應力鋼絞線長度為2.2m。試驗梁設計如表l所示。

    在單片T梁的受拉區配置4根(Ф12mm的HRB335級螺紋鋼作為主筋，箍筋為Ф6.5mm的HPB235級圓鋼，問距為100mm。箍筋一方面起到抗剪作用，另一方面可作為負彎矩連續區新老混凝土之間的剪力連接件。除了配置的受拉主筋和箍筋外，翼緣板和腹板還配置了Ф6．5mm的分布筋。后張法中的預應力鋼筋為Фs15.2mm鋼鉸線，先張法中的預應力鋼筋為Фw5mm高強鋼絲。負彎矩連續區的混凝土為新澆筑的混凝土，設計強度等級為 C40，其余部分為老混凝土，設計強度等級為C25，實測材料的力學性能指標見表2。

表2材料性能表

    1.2試件的制作

    后張法的連接方式是：先在簡支梁1/2跨度范圍  內鑿除翼緣板的舊混凝土，在腹板的兩側設置齒板，放置金屬波紋管，穿預應力鋼絞線，兩端用單孔錨具錨固，使用穿心式千斤頂張拉鋼絞線即獲得預應力。

圖1試驗梁簡圖(單位：mm)

    先張法的連接方法是：在舊簡支梁1/2跨度附近預埋厚度為1mm的鋼板，將加工的永久錨固件焊接在預埋鋼板上，然后將高強鋼絲穿入預埋鋼板上的孔洞中，兩端用鐓頭臨時錨同，使用千斤頂頂推舊簡支梁，達到設計頂推噸位后，在連接范圍內澆筑C40混凝土，待混凝土到達設計強度等級后，卸除千斤頂即獲得預應力。

    1.3試驗過程

    對比梁采用跨中單點加載，其余的試驗梁均為兩點對稱加載，通過調整支座高差實現需要的連續梁。在支座位置、鋼絞線的端部布置荷載傳感器測量支座反力及鋼絞線的應力；在支座及每跨的跨中布置百分表測量支座及跨中的變形；在試驗梁高度方向問隔一定的距離布置電阻應變片測量沿梁高的應變分布。

2、試驗結果與分析

    2.1裂縫和破壞形態

    試驗梁的破壞形態有2種，B1—2梁、82梁為連接處支座上部負彎矩混凝土壓碎，B1—1梁為新老混凝土局部粘結破壞，如圖2所示。

    為了研究單雙支座對連續體系的影響，Bl—1梁進行了兩次加載試驗，第一次是連接處單支座加載。第二次是在連接處設置雙支座加載。加載情況為：第一次加載至200kN，連接處負彎矩區未開裂，試驗梁未破壞；第二次分級加載至試驗梁破壞。

    單支座加載至l05kN時，試驗梁跨中加載點附近腹板出現豎直裂縫，隨著荷載的增加，裂縫逐漸向加載點方向發展且不斷增寬，連接處鋼絞線長度范圍內均未出現裂縫，卸載后，裂縫閉合。雙支座加載至200kN時，在跨中附近除了原有的裂縫外，腹板出現新的斜向裂縫。加載至300kN時，負彎矩區翼緣板的板頂出現橫向貫通裂縫。加載至360kN時，腹板裂縫不斷增寬并向加載點下延伸，繼續增加荷載，鋼絞線長度范圍內開始出現腹板裂縫，與跨中靠近邊支座側的裂縫對稱，但是數量較少且裂縫寬度較小。加載至370kN時，鋼絞線長度范圍內的腹板裂縫不斷向加載點及中支座延伸，新老混凝土界面出現縱向黏結裂縫。加載至398kN時，連接處局部混凝土壓碎，跨中腹板裂縫開展較寬，試驗梁傾斜較大，有傾覆的危險，故停止加載。梁破壞后的裂縫分布如圖3(a)所示。

圖2試驗梁破壞形態

圖3試驗梁裂縫圖

    B1—2梁縱向連續之前，對兩跨3m小梁進行了靜載試驗，加載方式為跨中單點加載。縱向連續后，采用2點對稱加載。當荷載加至100kN時，原有裂縫重新張開。隨著荷載的增加，原有裂縫向加載點下延伸，并且原有裂縫問出現新的腹板斜裂縫。當荷載增加至l60kN時，受拉鋼筋屈服，裂縫增寬。荷載繼續增加至240kN時，負彎矩區出現橫向裂縫，裂縫向兩端翼緣板延伸。繼續增加荷載至280kN時，跨中撓度較大，腹板裂縫開展較寬，保持荷載不變，撓度持續增加，中支座連接處底緣受壓區混凝土壓碎，梁破壞。梁破壞后的裂縫如圖3(b)所示。

    B2梁荷載加至極限荷載的32％左右(140kN)時，跨中附近出現第一條斜向彎曲裂縫，預示著梁開裂。隨著荷載的增加，由跨中向兩支座邊不斷出現新的斜向彎曲裂縫，且斜裂縫呈“八”字形發展，原有裂縫不斷增寬。當荷載增至220kN，受拉鋼筋屈服，彎曲裂縫開展較大。繼續增加荷載到340kN時，翼緣板上出現橫向裂縫，隨著荷載增加，橫向裂縫不斷向兩邊延伸。當荷載達到360kN時，齒板附近的新老混凝土黏結面處出現縱向黏結裂縫。黏結裂縫開展一段距離后，腹板上的斜裂縫貫通齒板，翼緣板上的橫向裂縫亦貫通至腹板。繼續增加荷載至440kN左右時，兩跨跨中撓度迅速增大，梁即將破壞。此后荷載保持不變，撓度持續增加，連接處混凝土壓碎，梁破壞，破壞后的裂縫分布如圖3(c)所示。

    對比試驗梁Bl．1、B2可以看出，負彎矩區的裂縫均發生在預應力鋼絞線(縱向連續)長度范圍內，B2梁的縱向連續長度小于B1—1梁，B2梁負彎矩區的裂縫數量多于B1—1梁，裂縫間距小B81—1梁，表明縱向連續長度對負彎矩區的裂縫數量及間距有一定的影響。

    2.2荷載．撓度曲線

圖4荷載一撓度曲線

    圖4為試驗梁的荷載。撓度曲線，圖中CL、CLl、 CL2的撓度值為跨中撓度，B1-1、Bl—2、B2為左跨跨中撓度。從圖中可以看出，同一等級荷載作用下，轉變為連續體系的試驗梁Bl—1、Bl—2、B2的跨中撓度值相對于簡支梁CL、CLl、CL2的跨中撓度值明顯減少，說明轉變為連續體系后，梁的剛度明顯增加。此外，B1—1、Bl—2、B2梁的極限荷載得到了較大的提高，相對于對比梁CL分別提高了165.3％、86.7％、l93.3％。   

    B2梁與B1—1梁的區別在于預應力鋼絞線的長度不同。荷載為200kN之前，Bl—1梁單支座加載情況下與B2梁跨中撓度值相差不多，試驗梁的剛度無明顯差別。加載至250kN之后，Bl—1梁雙支座加載情況下的跨中撓度值明顯小于B2梁，剛度得到較明顯的提高。雙支座Bl—1梁與B2梁相比，剛度得到明顯提高的原因在于Bl一l梁設置雙支座后，分散了支點負彎矩。此外，設置雙支座后，減少了單跨跨度，撓度相應降低，相當于增加了截面剛度。

    B1-2梁為先張法試驗梁，由于施加的預應力程度不同，同一等級荷載下，Bl—1梁的跨中撓度值明顯大于其他的連續梁。對比B1—2梁與cL梁可知，同一等級荷載作用下，Bl—2梁的跨中撓度小于對比梁CL，表明其剛度也得到了較大的提高。

    2.3彎矩重分布

    圖5為試驗梁荷載彎矩調幅曲線，圖中實線為跨中截面，虛線為中支座截面。從圖中可以看出，Bl—1梁單支座跨中開裂之前，跨中截面、支座截面的彎矩實測值與彈性理論計算值基本吻合，在彈性值上下跳動。跨中截面開裂后，彎矩實測值逐漸偏離彈性值，表現為跨中截面彎矩值逐漸下降，支座截面彎矩值逐漸上升，增加的荷載逐漸向中支座傳遞。換雙支座加載至l20kN后，跨中附近原有裂縫重新張開，跨中截面彎矩逐漸降低，支座截面彎矩逐漸上升，荷載向中支座傳遞。當加載至連接處翼緣板開裂后，支座截面彎矩有所降低，跨中截面彎矩有所上升，荷載反過來向邊支座傳遞。隨著荷載的增加，跨中裂縫繼續增加，連接處翼緣板的裂縫相對較少，跨中截面彎矩持續下降，支座截面彎矩持續上升。最終的彎矩調幅值跨中為7.13％，中支座為7.03％。

    由于B1—2梁縱向連續之前，每跨跨中附近已經出現了斜裂縫，梁的剛度有所降低。縱向連續之后，跨中彎矩、支座彎矩均已偏離彈性值，表現為跨中截面彎矩逐漸降低，中支座截面彎矩逐漸上升。加載至100kN后，原有裂縫已經展開，跨中截面剛度進一步降低，截面彎矩明顯偏離彈性值，中支座彎矩有較大的增加，荷載由跨中向中支座傳遞。加載至240kN時，連接處翼緣板開裂，跨中截面彎矩有所上升，而支座截面彎矩有所下降，荷載由支座向跨中反向傳遞。此后，由于跨中裂縫不斷出現，跨中截面彎矩、中支座截面彎矩上下跳動。在加載的后期，由于Bl—2梁的中支座出現局部損壞，導致支座產生較高的局部應力，試驗梁過早破壞，跨中截面、中支座截面的彎矩均與彈性值有所不同。最終的彎矩調幅值跨中為7.94％，中支座為7.21％。

圖5荷載一彎矩調幅曲線

    B2梁的彎矩調幅變化過程與Bl—1梁相似，調幅的規律為跨中截面出現裂縫后，跨中截面彎矩下降，中支座截面彎矩上升。加載至連接處翼緣板開裂后，跨中截面彎矩上升，中支座截面彎矩下降。加載至極限荷載，跨中附近及連接處的裂縫基本出齊，彎矩調整已經完成，跨中截面、支座截面的彎矩值與彈性值比較接近，最終的彎矩調幅值跨中為5.11％，中支座為5.29％，內力重分布較為充分。

    2.4應變分析

    圖6為Bl—1梁跨中截面、連接處支座截面沿梁高的應變分布，限于篇幅，僅給出B1—1梁的試驗結果。從圖中可以看出，跨中截面的應變分布規律為上翼緣受壓、下翼緣受拉，而連接處支座截面與其相反。隨著荷載的增加，拉應變及壓應變均逐漸增大，應變分布近似按照線性分布，符合平截面假定。

圖6 B1—1梁混凝土應變分布

     從圖中的應變分布還可以看出，新老混凝土界面間的應變存在差異及滑移。隨著荷載的增加，界面間的應變差值逐漸增大，滑移也逐漸增加。試驗梁的預應力鋼絞線范圍內是新老混凝土結合部位，受到兩端的舊混凝土約束，故滑移值較小。

    圖7為各級荷載作用下的鋼絞線應力實測值。從圖中可以看出，由于Bl—1梁的鋼絞線長度大于B2梁，張拉完畢后，B1—1梁的實測應力值為l200MPa，B2梁為1089MPa，Bl-1梁鋼絞線應力實測值要大于B2梁。在連接處翼緣板開裂之前，隨著荷載的增加，鋼絞線的應力逐漸增大，但是變化不大。連接處翼緣板開裂后，鋼絞線的應力增加的較快，鋼絞線承受了受拉混凝土退出工作的部分拉力。試驗梁破壞時，Bl—1梁的鋼絞線應力實測值為1632MPa，B2梁為l665MPa。

圖7試驗梁鋼絞線應力

3、結論

    (1)提出了在負彎矩區施加預應力將舊簡支梁轉變為連續梁的方法。試驗結果表明，采用該方法可以有效地建立預應力，提高構件的承載力和剛度，提高連續梁負彎矩區的抗裂能力。

    (2)將簡支梁轉變為連續梁后，試驗梁的承載力有較大提高，B1—1、Bl—2、B2梁相對于對比梁CL承載力分別提高了l65.3％、86.7％、l93.3％，同一等級荷載作用下的跨中截面撓度有明顯的降低，剛度提高顯著。

    (3)試驗梁發生了2種破壞形式，即受壓區混凝土壓碎、新老混凝土界面間局部粘結破壞后支座處受壓區壓碎。新老混凝土界面間發生局部粘結破壞的荷載與極限荷載相差不多，說明新老混凝土界面問粘結可靠。

    (4)縱向連接區域由于施加了預應力，連接區域的裂縫數量和寬度明顯少于未施加預應力的區域，施加預應力可以有效地減少裂縫寬度和數量，改善連接處混凝土的受力，應變分布更為均勻。

    (5)試驗梁發生了2次彎矩重分布，即跨中截面開裂和支座截面開裂。彎矩重分布的規律為跨中截面開裂后，跨中截面彎矩向中支座傳遞，中支座開裂后，中支座截面彎矩反向向跨中傳遞。試驗梁發生破壞后，彎矩重分布較為充分。

(本文來源：陜西省土木建筑學會  文徑網絡：溫紅娟  劉紅娟  尹維維 編輯 文徑 審核)