摘 要:结合北京地铁13号线八达岭高架桥中预应力混凝土高架桥连续箱梁的实桥变形观测试验,以试验数据回归 分析 了基于综合时效的梁体后期变形.分析结果表明:统计回归所得的时效变形系数,其早期值比按我国铁路规范及aci(americanconcreteinstitute)规范修正式 计算 所得的徐变系数略偏大,终极系数却偏小,同类轻轨高架桥梁结构后期变形按规范设计有足够的安全保证,但应严格控制早期时效变形.所提出的回归分析 方法 可为轻轨桥梁后期变形的预测提供 参考 .
关键词:城市轻轨;高架桥;时效变形;试验
我国城市轨道 交通 高架桥上的线路采用整体道床轨道形式,钢轨通过扣件直接与承轨台连接,线路标高仅依靠扣件的调节量来实现.有关 研究 资料表明,扣件留给梁体后期变形的调节量非常有限[1-2].如不能有效控制桥梁后期时效变形增量,将会造成扣件破坏、整体道床开裂、线路不平顺,引起严重的交通环境振动,并可能危及线路开通后列车的运营安全,对整体道床的维修养护也会造成较大 影响 .因此,研究城铁高架桥梁的时效变形 规律 ,有效预测其终极值,提出有效控制时效变形增量方案,成为城市高架轨道交通中桥梁设计与施工面临的重要 问题 .
混凝土的收缩徐变、预应力损失及环境温湿度变化等因素是引起桥梁变形的主要原因.对于预应力混凝土连续梁,因截面高度变化、配筋形式及结构工作环境复杂等原因,要精确计算各因素引起的时效变形大小是极其繁杂的.本文作者针对北京地铁13号线八达岭高架桥中的预应力钢筋混凝土连续箱梁(单箱单室)的实桥时效变形,提出了基于截面应变变化规律的连续梁时效变形系数回归分析方法.
1 实桥时效变形观测试验
1.1 桥梁概况
地铁13号线八达岭辅路高架桥为四跨预应力混凝土连续箱梁,其桥跨布置17.275m+32m+32m+17.275m,采用单箱单室箱梁截面.梁顶、底板厚0.20m,标准段腹板厚0.35m,加厚段腹板厚0.60m,桥面顶板悬臂长2m;混凝土等级为c50,弹性模量取3.55×104mpa;预应力钢绞线采用直径为φj15.20mm高强低松弛预应力钢绞线(gb/t5224-1995标准),标准强度fpk=1860mpa,弹性模量ep=195gpa,张拉控制应力σcon=0.75fpk=1395mpa;普通钢筋采用φ-ⅰ、φ-ⅱ级.桥梁施工采用满布支架现场浇注混凝土的施工方法.
1.2 试验方法
实桥时效变形观测采用相对高程差法和应变观测法.相对高程差法通过观测点与基点(支座点)之间相对高差的长期观测,可直接得出桥梁上拱度或挠度的变化规律,从而预测最终时效变形值,其方法原理简单,试验结果直观.应变观测法通过预埋在选定截面梁体内的vce-4200型振弦式内埋应变计及配套的数据采集仪,监测梁体混凝土应变随时间的 发展 变化,其结果可反应截面变形及应力重分布等变化情况.应变观测截面ⅰ、ⅱ、ⅲ,测点yb1、yb2、yb3、yb4及高差法观测点gc1、gc2如图1所示.试验观测时间从预应力筋张拉后开始,历时约1a.数据处理时分别取顶板、底板应变及高差平均值.
1.3 试验结果分析
(1)相对高差法测量时效上拱度
在连续梁的各跨支座及跨中处分别布设水准点,每一截面位置分别在箱梁顶板两端设两个水准点,用两点的相对高差平均值代表该截面的上拱度值.整联连续梁中32m跨跨中的上拱度最大,其观测值如图2所示.张拉预应力筋后的短时间内,箱梁底板受预应力作用产生很大的弹性压缩变形,而顶板出现快速的上拱,因此观测曲线形成突变.随后的2~3个月内,由于混凝土的收缩徐变发展迅速,使梁体上拱度增加较快.同时,因预应力的损失,使预应力对梁体产生的反拱弯矩有所减小,当收缩徐变产生的上拱度增量小于预应力损失产生的上拱度减少量时,曲线出现短暂的下凹段(30~60d).随着施工进度发展,轻轨高架桥上增加了二期恒载的作用,东西两跨32m梁跨中的上拱度变化曲线出现了第二次下凹段,反拱变形有所减小.预应力筋张拉后3个月左右,预应力损失已趋于稳定,混凝土收缩徐变继续缓慢发展,梁体上拱度有少量的增加,约1a左右上拱度趋于稳定,其值约在14mm附近变化,但变化幅度很小.在张拉后的2~12个月内,上拱度的增量维持在8mm左右,如果在此段时间内安装轨道扣件,桥梁后期变形增量可满足扣件调节量要求[1].
(2)应变观测
混凝土微应变ε(受压为正,受拉为负)总体上呈增长趋势,这与混凝土徐变现象大体一致.但试验过程中预应力混凝土梁体受到自重、二期恒载、混凝土收缩徐变、预应力作用及环境变化等因素共同作用,所测得的微应变变化规律与单纯的混凝土徐变应变变化规律不同.在张拉后的一段时间内,预应力的时效损失没有混凝土徐变增长快,应变呈单一增长趋势,其后的变化与高差观测法中的实验结果相似.由于徐变增长速度减慢及预应力时效损失继续的发展、二期恒载的施加,应变曲线在增长的过程中先后出现两次微小下凹,最终趋于稳定,见图3.
对同一截面不同高度的两个应变观测点而言,其应变差变化规律如图4所示.应变差是梁体宏观挠曲或上拱的曲率表现,受时效因素的影响,应变差也呈增长趋势,由于张拉初期各时效因素综合作用复杂,观测值有一定的离散性,但变化过程中的小范围波动不影响试验的最终目的.跨中截面ⅱ应变差增长范围为428×10-6~595×10-6,左右支座截面ⅰ、ⅲ的增长值分别为55×10-6和70×10-6,各截面曲率随时间增大,并随徐变增长的稳定而收敛.
式中,φ(t,τ)为徐变系数,其中t和τ分别为计算龄期和加载龄期,d.对于高强混凝土徐变系数的确定,国内规范尚未明确规定,美国aci建议公式为
当应力随时间发生变化时,由于徐变次内力变化的复杂性等因素,结构徐变变形的计算往往只能推导出概念明确的公式,却很难运用到实际计算中.
我国《铁路桥涵钢筋混凝土和预应力混凝土结构设计规范》(tb10002·3-2005)[5]中的混凝土徐变系数计算公式为
2.2 应变回归法
对桥梁徐变变形 规律 的研究,通常是对结构所用的素混凝土材料或结构缩尺模型进行徐变试验,用统计回归方法得出徐变系数或修正已有计算公式.由于试验条件的限制,一般很难在试验中模拟所研究结构在实际尺寸、配筋、受力等状态下的精确徐变变化规律.且徐变变形只是结构后期变形中的一部分,如果仅以徐变增长大致代替整体的后期变形显然是不合理的.因此以实桥时效观测数据为基础的统计回归分析比通常情况下单纯的徐变回归更接近真实情况.对图3中各测点应变数据进行对数非线性回归,回归曲线如图5所示,曲线编号及测点位置见表1.
预应力筋张拉后t时刻的时效变形系数定义为
δt=(εt-ε0)/ε0 (6)
式中,ε0,εt分别表示预应力筋张拉初始时刻及t时刻测点的应变值.将张拉1a的应变作为各测点终极值,则终极时效变形系数为
δu=(ε365-ε0)/ε0 (7)
计算中舍去个别离散度过大的数值,结果见表1
可以看出,回归曲线与实验离散数据变化趋势一致,回归的应变值随时间缓慢增大,预应力筋张拉1a后,应变值趋于稳定.
2.3 时效挠曲变形计算结果的比较
以预应力筋张拉后1a为收敛期,对高架桥连续箱梁中的32m跨跨中截面挠曲变形系数进行计算,见表2.
结果表明,实桥试验值回归所得的终极时效变形系数δu小于按2种规范计算的徐变系数φu.将梁体后期变形增量表达为
δf=f0(φu-φt)或δf=f0(δu-δt) (8)
式中,f0为预应力筋张拉后梁体的初始挠曲(上拱)变形,通过高差观测法已知f0=7.5mm.
如果梁体预应力钢筋张拉结束后立即安装轨道扣件,3种方法计算出的上拱度极限增量均远超过扣件调节量的范围.但结合实际施工情况,在预应力筋张拉60d后直至时效变形趋于稳定,按应变回归法计算,该连续梁的上拱度增量δf=3.9mm;aci规范修正法计算的上拱度徐变增加约δf=6.7mm;高差观测法结果为6~7mm.计算结果均在扣件调节量建议值10mm范围内[1].
3 结论
(1)实桥时效变形的试验观测,综合考虑了混凝土收缩徐变、预应力筋松弛及工作环境变化等时变因素的 影响 ,全面反应了轻轨高架桥连续箱梁后期变形 发展 的真实过程.
(2)试验表明高架桥连续箱梁预应力筋张拉2~3月后,后期变形增量最大值约为6~7mm,满足扣件调节量要求,建议整体道床城市轻轨道路中,在采用后张法施工的预应力混凝土高架桥上,线路轨道扣件安装时间宜在预应力筋张拉2~3月后.
(3)时效变形增量的控制与初始变形(挠曲或上拱)及时效系数(即相对起算时间)相关.
(4)高架桥连续箱梁的时效变形并不是各时效因素作用的简单线性相加,各因素之间的相互作用较复杂.通过实桥试验数据统计回归所得的时效变形系数,其早期值比按我国铁路规范及aci规范修正式计算所得的徐变系数略偏大,终极系数却偏小.
(5)同类轻轨高架桥梁结构后期变形按规范设计有足够的安全保证.
参考 文献 :
[1]邱舍朝,冯爱君.浅谈轨道 交通 高架桥的变形控制[j].铁道标准设计,1998(10):28-29.
qiushe-chao,fenai-jun. the designofviaductofshanghaiurbanrailtransitpearlline[j].railwaystan-darddesign,1998(10):28-29.(inchinese)
[2]周新六.上海市轨道交通明珠线高架桥设计[j].城市轨道交通研究,2000(4):40-44.
zhouxin-liu.thedesignofviaductofshanghaiurbanrailtransitpearlline[j].urbanmasstransit,2004(4):40-44.(inchinese)
[3]范立础.梁桥工程(上册)[m].北京:人民交通出版社,2003:285-286.
fanli-chu.bridgeengineering(ⅰ)[m].beijing:chinacommunicationspress,2003:285-286.(inchinese)
[4]xiaomingsharonhuo,nabilal-omaishi,maherktadros.creep,shrinkageandmodulusofelasticityofhigh-perfor-manceconcrete[j].acimaterialjournal,2001(11-12):440-449.
[5]中华人民共和国铁道部.铁路桥涵钢筋混凝土和预应力混凝土结构设计规范(tb10002·3-2005)[s].北京:
