大跨連續剛構橋體外束索力長期監測研究

孫 莉 戴 瑋

(1.安徽省交通規劃設計研究總院股份有限公司 合肥 230088;2.公路交通節能與環保技術及裝備交通運輸行業研發中心 合肥 230088)

過去人們認為體內預應力相較體外預應力具有更好的耐久性。但現在一般均認為體外預應力體系不論從鋼束本身，還是從體外預應力結構的構造上來看，均具有更好的耐久性。首先體外束具有自己的多層防護體系；其次體外預應力結構由于鋼束布置在混凝土之外，腹板、底板內的鋼束量減少，使混凝土灌注更容易；此外體外束具有可檢測、可補張、可更換等體內束所不具有的特點[1-2]，因此體外預應力在實際工程中的應用越來越多。但由于國內早期體外預應力的應用案例較少，工程師們對其使用效果仍有懷疑。本文以一新建體內體外混合配束大跨連續剛構橋為背景，分析其上布置的72個磁通量傳感器在約5年內獲得的4批索力監測數據，以評估體外預應力的使用效果。

1 混合配束大跨連續剛構橋設計簡介

曹河橋是岳武高速安徽段一座大跨度懸澆變截面連續剛構橋，跨徑布置 63 m+115 m+63 m，橋梁立面布置見圖1。橋梁分左右幅，單幅橋面布置為0.5 m護欄+11.0 m行車道+0.5 m護欄。主梁采用預應力混凝土單箱單室直腹板連續箱梁，頂板和底板分別寬12 m和6.5 m，主墩墩頂位置的梁高7 m，跨中梁高3 m。設計荷載采用公路-I級。該橋于2015年底建成通車。

圖1 曹河橋立面布置(單位：cm)

橋梁預應力設計采用雙向預應力體系，在縱向預應力設計中采用了體內-體外混合配束。體內預應力設計主要為基本滿足結構在施工與使用狀態的受力要求，而體外預應力設計則主要為抵消體內預應力鋼束長期損失的不確定性帶來的不利影響。單幅橋梁體外預應力的配置為兩邊跨各布置了4束φs15.2-16，中跨布置了6束φs15.2-16，邊跨鋼束與中跨鋼束在中墩頂橫梁處交叉錨固，兩邊跨在約跨中位置、中跨在2個三分點位置設轉向塊。體外預應力鋼束采用鍍鋅鋁合金無黏結鋼絞線，可單根張拉。全橋合龍后對體外束進行初次張拉，設計張拉控制應力0.45fpk=837 MPa，單根鋼絞線對應的理論張拉力為F0=116.3 kN。后期運營階段可以視橋梁的使用狀況，選擇合適時機對體外束進行補張拉。

2 體外束索力長期監測實施概況

曹河橋為安徽省首座采用體外預應力的新建橋梁。為充分利用體外預應力方便檢測與更換的特點，并為體外預應力的進一步推廣利用積累基礎數據，該橋在體外束安裝張拉的同時，即安裝了一定數量的閉合式磁通量傳感器，以長期監測體外束索力隨環境溫度、運營時間等變化而產生的變化。

監測方案受成本控制等因素影響，考慮鋼束在橋梁上對稱布置的特點，兩邊跨各選1束、中跨選4束對其2根鋼絞線進行監測，其余各束則只監測其中1根鋼絞線，磁通量傳感器的平面布置見圖2。單幅共布設36個傳感器，其中中跨20個，兩邊跨各8個，左右幅共72個，左右幅橋梁的傳感器布置相同。

圖2 磁通量傳感器的平面布置示意(僅示意單幅橋梁的一半，另一邊跨的布置與示意邊跨對稱)

自2015年5月體外束初始張拉，至2020年5月，共進行了4次測量，各次測量的具體時間及對應的橋梁工況見表1。

表1 各次測量的具體時間及對應的橋梁工況

3 長期監測結果分析

3.1 體外束索力的監測數據

4次測量獲得的數據較多，通過數據分析發現，左、右幅橋梁各傳感器的索力數據呈相似的變化規律；同一鋼束在2根鋼絞線上分別設置傳感器時，2個傳感器的數據接近且變化趨勢相同，因此選取了單幅橋梁上有代表性的數據進行分析，左幅橋梁上24個傳感器4次測量的數據見表2。

表2 左幅橋梁24個傳感器4次測量的數據

表2中傳感器編號的第一位L、R分別代表左、右幅橋梁，第二位X、Z、D分別代表小樁號邊跨、中跨和大樁號邊跨，第三位為體外束的序號，第四位ZL、ZR分別代表轉向塊左側與右側，最后一位為傳感器的流水號。在部署的72個傳感器中，L-X-L1-ZL-1傳感器在第4次測量時發現已損壞，無法測得數據，其余的傳感器工作狀況良好。

表2同步給出了各次測量的單根鋼絞線索力之間的差值與理論張拉力F0的比值，由于F4與F3很接近，(F4-F3)/F0均在±1%范圍內，全部數據的平均值約為-0.02%，故表2未示出。同理由于F4與F3很接近，在全部傳感器各次測量的索力數據分布圖(見圖3)中，未示出第四次測量的數據。圖3橫軸1～36代表左幅橋梁的傳感器，36～72代表右幅橋梁的傳感器。

圖3 全部傳感器各次測量的索力數據分布

對該橋來說，已有的索力監測數據均針對施工和正常使用狀況，這些狀況下體外束的應力增量非常有限[3]，可認為體外束的索力變化主要由預應力損失所導致。引起體外預應力損失的主要因素包括：

1) 鋼束在轉向和錨固構造內的摩擦。

2) 錨具變形、鋼束回縮。

3) 混凝土的彈性壓縮。

4) 預應力鋼束的應力松弛。

5) 混凝土的收縮和徐變。

由于一些現實的原因，該橋的磁通量傳感器在體外束的實際張拉過程中同步標定。采用這種標定方法，需預估張拉過程中體外鋼束因轉向和錨固構造內的摩擦而導致的損失[4]，因此第一次測量的單根索力值F1與前述理論張拉力F0之間的差值，無法較真實地反映由摩擦引起的預應力損失，并且由于標定時做了較保守的估計，可認為經由測量數據計算的(F1-F0)比實際發生的摩擦損失大。此外，采用這種標定方法，也導致鋼束通過轉向塊時所發生的預應力損失無法觀測出。各次測量值之間的差值具有一定的實際意義，反映了鋼束的其他各項預應力損失，如(F2-F1)，反映了上述引起體外預應力損失的因素中第二、三項，以及約10個月內發生的第四、五項預應力損失之和；而(F3-F2)、(F4-F3)則分別反映了相應時長內第四、五項預應力損失之和。

3.2 索力監測數據分析

根據表2及圖3中數據，可以看出除個別傳感器外(L-Z-M1-ZR-1傳感器的F3較F2增大，而F4又回落到F2附近)，絕大多數傳感器的監測數據都反映了索力的損失，基于全部傳感器的監測數據，第二次測量與第一次測量間發生的單根鋼束索力損失平均值為7.72 kN，達到理論張拉力F0的6.6%；隨著時間的推移，損失減小，第三次測量與第二次測量間發生的單根鋼束索力損失平均值為2.56 kN，達到理論張拉力F0的2.2%。而第四次測量的數據與第三次測量的數據非常接近，表明這一時間段內發生的由鋼束的應力松弛、混凝土的收縮和徐變所導致的預應力長期損失很有限?？傮w來說，體外預應力的長期損失早期發展較快，后期發展緩慢。

為使單橋的實測數據有可比照的對象，以下從兩方面，即就幾次測量間的索力變化范圍與規律，與該橋的有限元分析結果進行對比；就預應力的長期損失發展趨勢，與文獻[2]中的試驗梁數據進行對比。

3.3 與體外預應力損失的有限元分析結果對比

采用midas Civil軟件建立該橋的桿系分析模型，對預應力損失進行估算。體外預應力按鋼束預應力荷載模擬，混凝土的收縮徐變根據JTG 3362-2018[5]計算。體外束的張拉順序為先中跨，然后小樁號邊跨，最后大樁號邊跨。建模時模擬了體外束的索力監測過程，以從模型分析中獲得相應的索力F1～F4。由此計算出橋梁各跨體外束位于其轉向塊小樁號側的監測點的單根鋼絞線索力，結果見表3。

表3 橋梁各跨體外束位于其轉向塊小樁號側的監測點單根鋼絞線索力

續表3

由于該橋的索力監測方案未能測得鋼束在轉向和錨固構造內的摩擦所引起的預應力損失，在有限元分析中通過參數設置，消除該項損失，使F1=F0=116.3 kN。不考慮摩擦損失，會對其他項預應力損失的計算帶來影響，但考慮到該橋體外預應力在全部預應力中所占比例較小，以及體外束僅在轉向塊、錨固塊處有摩擦損失，并且通過調整有限元模型中的預應力計算參數進行對比分析，不考慮摩擦損失帶來的影響相對較小。將表3的數據與表2的數據進行比較，可以發現就幾次測量間的索力變化來說，監測數據與基于有限元分析的預應力損失估算結果，在變化規律和量級上比較相符。

3.4 與既往試驗梁數據對比

文獻[6]為研究后張預應力混凝土梁的預應力長期損失，開展了8根簡支試驗梁的實驗室試驗，對各試驗梁中鋼束的預應力進行了近400 d的連續觀測。試驗梁的基本尺寸均為計算跨度4.2 m，橫斷面200 mm×300 mm，布置了曲線鋼束的PC1～PC4的設計參數見表4。對PC1～PC4，在鋼束的錨固處、四分點、跨中分別布置了測力計、磁通量傳感器、振弦應變計等，以對預應力進行監測。各類傳感器的觀測數據均表明，在加載約250 d后，預應力的長期損失發展非常緩慢，進入平臺期。

表4 布置了曲線鋼束的試驗梁設計參數

比較該橋的監測數據和文獻[5]的試驗數據，可以看出預應力的長期損失均表現出了早期發展較快，后期發展緩慢的規律，但由于該橋各次測量間隔的時間較長，數據的樣本數偏少，無法確定索力到達偏穩定的F3的準確時間，只能確定其時間范圍為張拉完成后的300～1 200 d之間。這一時間比試驗梁的250 d長，考慮到該橋與試驗梁的規模、所處的環境及荷載情況均不相同，該問題還待進一步研究。

4 結論

1) 對該橋來說，監測數據表明體外預應力鋼束的工作狀態符合預期。未來該橋還將持續對體外束的索力進行監測。

2) 監測數據表明體外預應力的長期損失早期發展較快，后期發展緩慢。

3) 為能進一步獲得體外預應力鋼束因在轉向和錨固構造內的摩擦而引起的預應力損失，磁通量傳感器的標定最好在鋼束張拉之前進行，然后在張拉施工時校核傳感器零點。