【導讀】橋，主橋全長200m，主墩采用鋼筋混凝土薄壁空心墩。線變化，箱梁底寬，翼緣總寬為，頂板厚，肋板厚～，底板厚～，底板厚度按二次拋物線過渡。按施工工藝要求調(diào)節(jié)及耐久性好的環(huán)氧樹脂灌縫材料進行灌縫。與主梁縱向預應力失效有關，因此對主梁采用體外索進行補強十分必要。因此，未對引橋進行加固處理。<（組合Ⅲ），邊跨跨中最大主拉應力為<，載力大大加強，全橋各部位抗彎承載力均有富余。力均滿足規(guī)范要求。

　　

【正文】 kN fpk=1860 2 30 1260 pass 由圖中可以看 出 ： 加固前， 主跨跨中部位 主梁 截面外載效應值基本與 正截面抗彎承載力 持平，盡管沒有超出規(guī)范要求，但幾乎沒有富余；從圖 247 及圖 248中可見，加固后，橋梁主跨跨中承載力大大加強，全橋各部位承載力均有富余。 模型計算中未考慮粘貼碳纖維布對腹板抗剪強度的提高，分析上列 主梁 斜 截面抗 剪 承載力包絡圖 知 ，主梁斜截面抗剪承載力滿足規(guī)范要求。 在 箱梁腹板粘貼碳纖維布的措施，可提高箱梁腹板斜截面抗剪承載力，控制箱梁腹板斜裂縫的進一步發(fā)展。 三 、 小結 綜合以上結構計算分析結果，綜述如下： 1. 縱向預應力 小比例 失效對主梁內(nèi)力的影響較小，橋梁結構加固后，跨中正彎矩增大，支點處負彎矩減小。在加固前，墩頂負彎矩與跨中正彎矩的比值約為 ，加固后此值約為 ，相比加固前更加合理。加固前后結構在外載作用下最大剪力相差不大。 2. 縱向預應力失效使得橋梁跨中下?lián)现翟龃?，上拱值減??；加固后，因體 32 外預應力束的作用，橋梁跨中下?lián)现得黠@減小， 上拱值明顯增大?？梢?，加固后橋梁主跨跨中撓度偏大的病害得到了有效的緩解。 3. 在 加固前、后兩 種狀態(tài)下結構的正截面壓應力均符合規(guī)范要求。 橋梁加固前 ，組合Ⅱ作用下，主跨跨中正截面最大拉應力 ，組合Ⅲ作用下 , 主跨跨中正截面最大拉應力 ，均超過了規(guī)范限值，因而，出現(xiàn)主跨跨中附近箱梁底板開裂的病害。加固后，主梁正截面壓應力得到較大提高，在使用荷載作用下，主梁全部正截面受壓，未出現(xiàn)拉應力。 4. 橋梁加固前 ，主跨跨中最大主拉應力達 （組合Ⅱ、Ⅲ控制設計 ），主跨跨中附近部位主拉應力在 左右的截面較多，因而，箱梁腹板出現(xiàn)大量斜裂縫 ,主梁斜截面主壓應力均在規(guī)范限值以內(nèi) 。橋梁結構加固 后 ，考慮體外預應力作用，主跨跨中最大主拉應力為（組合Ⅱ、Ⅲ控制設計），邊跨跨中最大主拉應力為，全橋主拉應力多控制在 以內(nèi)，主梁斜截面主拉應力均在規(guī)范限值以內(nèi) ,主梁主壓應力得到大大提高，主梁斜截面最大主壓應力達 20Mpa,主梁斜截面主壓應力均在規(guī)范限值以內(nèi)。加固后，可有效控制箱梁腹板斜裂縫的進一步 發(fā)展。 5. 加固前， 主跨跨中 正截面抗彎強度幾乎被使用到極限，富余較小 ， 加固后，橋梁主跨跨中承載力大大加強，全橋各部位 抗彎 承載力均有富余。主梁斜截面抗剪承載力 均 滿足規(guī)范要求。 在 箱梁腹板粘貼碳纖維布的措施，可提高箱梁腹板斜截面抗剪承載力，控制箱梁腹板斜裂縫的進一步發(fā)展。 33 第 三 章 結構 地震反應 分析 一、地震參數(shù) 對加固 后 橋梁進行地震分析， 根據(jù) 《 公路工程抗震設計規(guī)范 》（ JTJ044— 89）第 條：驗證 構造物地震作用時，水平地震系數(shù) hK 應按表下表 采用，豎向地震系數(shù) VK 取 12hK。 基本烈度（度） 7 8 9 水平地震系數(shù) hK 考慮蘄春距離九江較近，本橋受九江地震 影響較大， 模型中 水平地震系數(shù) hK增大 ，即 ? 。 取 1952, Taft Lincoln School, 69 Deg（地震動峰值加速度 為 ， ）地震時程函數(shù)來模擬本橋址處 地震作用。 圖 31 示出了模型中采用的地震時程函數(shù)，此為水平地震系數(shù)的時程函數(shù)，豎向地震系數(shù)取其一半。 地震時程函數(shù)00 10 20 30 40 50時間（s）Kh 圖 31 地震時程函數(shù) 定義圖 31 所示地震時程函數(shù)為“Ⅶ度地震”，考慮空間三維地震作用，按下表定義 兩種 地震荷載工況： 地震荷載工況 X 向地震 Y 向地震 Z 向地震 水平 X 向 地震 工況 Ⅶ度地震 *Ⅶ度地震 *Ⅶ度地震 水平 Y 向地震工況 *Ⅶ度地震 Ⅶ度地震 *Ⅶ度地震 34 根據(jù) 《公路橋涵設計通用規(guī)范》 (JTJ 021— 89)中關于 地震 荷載組合的規(guī)定 ：結構重力、預應力、土重及土側壓力中的一種或幾種與地震力相組合。 取以下兩種荷載組合進行分析 ： 組合編號 地震荷載組合 組合項 cLBC1 X 向地震荷載組合 *自重 +*二期恒載 +*預應力 +*X向地震 cLBC2 Y 向地震荷載組合 *自重 +*二期恒載 +*預應力 +*Y向地震 cLBC3 內(nèi)力組合 *自重 +*二期恒載 +*X向地震 注：輸出結構內(nèi)力結果時，荷載組合中未計預應力影響。 二 、 地震 反應分析 結構 特征 值分析結果 下表給出了結構自振模態(tài)的頻率、周期及 容許誤差 模態(tài)號 頻率 周期 容許誤差 1（自振） (rad/sec) (cycle/sec) (sec) 結構自振振型如下圖所示 ： 00 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200x(m)UZ(m)結構自振振型 圖 32 結構自振振型（ Z 向） 35 結構時程響應分析結果 本報告中給出橋梁邊跨跨中下緣 、 主跨跨中下緣 彎曲 應力時程分析結果。 圖 33 邊跨跨中下緣 彎曲 應力時程 圖 34 主 跨跨中下緣 彎曲 應力時程 36 地震作用下橋梁邊跨跨中 下緣 彎曲 應力 峰值 為 ，中跨跨中 下緣 彎曲應力 峰值為 。 在地震荷載組合作用下，主梁剪應力如圖 ，從圖中可以看出， 剪應力最大的位置是距 中 支點大約 5m 處，給出此處剪應力的時程曲線如圖 36。 4000300020201000010002020300040000 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200x(m)τz(KPa)地震荷載下剪應力 圖 35 地震荷載組合下 主梁 剪應力曲線 圖 36 中支點附近剪 應力時程 地震作用下，橋梁中支點附近剪 應力 峰值為 。 37 結構內(nèi)力計算 結果 圖 37 X 向地震作用下主梁彎矩 My包絡圖 圖 38 X 向地震作用下主梁 剪力 Fz包絡圖 圖 39 Y 向地震作用下主梁彎矩 Mz包絡圖 圖 310 Y 向地震作用下主梁 剪力 Fy 包絡圖 因 水平 X 向地震工況和水平 Y向地震工況中， Z向地震作用一樣， 則兩種工況下 主梁彎矩 My包絡圖 （如圖 32）及 主梁 剪力 Fz包絡圖 （如圖 33）一樣。由于主梁縱、橫向剛度相比豎向剛度大很多，且此連續(xù)梁模型中未計橋墩及支座剛度，直接按剛性約束考慮， 由圖 34及 35中可見， 水平向地震作用對主梁影 38 響甚小，可忽略。 因而，本報告中不再對上述兩種地震荷載組合進行區(qū)分，直接稱“地震荷載組合”。 圖 311 地震荷載組合（未計預應力）下 主梁彎矩 My包絡圖 圖 312 地震荷載組合 （未計預應力）下 主梁 剪力 Fz包絡圖 橋梁結構在 地震荷載 作用下，各典型截面處內(nèi)力如下： 跨中最大正彎矩 m a x 004ME??正 KN*m； 支點處最大負彎矩 m a x 005ME??負 KN*m（未考慮支座折減）； 最大剪力 m ax 004QE??KN。 由地震作用引起的跨中最大正彎矩為 m a x 003ME??正 KN*m，僅占地震荷載組 合下跨中最大彎矩的 ％ ，與豎向地震動峰值加速度 是對應的。 結構位移計算結果 45403530252015105050 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200x （m ）DZ（mm）DZ最 大DZ最 小計算撓度 圖 313 地震荷載組合下主梁位移曲線 39 地震 荷載組合 作用 下，主跨 跨中最大 豎向撓度為 結構 正截面 應力計算結果 圖 314地震荷載組合下主梁上緣應力包絡圖 圖 315地震荷載組合下主梁下緣應力包絡圖 由圖可見，在地震荷載組合作用下，主梁全截面受壓。 三 、 小結 由以上 結構地震反應 分析可知， 7度地震對橋梁結構的影響較小。 1. 地震作用下橋梁邊跨跨中 下緣 彎曲 應力 峰值為 ，中跨跨中 下緣彎曲 應 力 峰值為 。結合圖 314 和圖 315 可知，在地震荷載組合作用下 ，主梁全截面未出現(xiàn)拉應力。 2. 地震荷載組合作用下主跨跨中彎矩僅相當于組合Ⅰ作用下彎矩 的 52％，故地震荷載組合對主梁極限承載力設計不控制。 3. 地震荷載組合下主跨跨中下?lián)现底畲鬄?， 與組合Ⅰ作用下主跨跨中 下?lián)现迪嗟龋?但未超過規(guī)范限值。