帕劳大桥垮塌原因全过程分析

本文来源说桥

翻译：余茂锋 王天琦

校核：王昌将

编辑：lin

1    概要

1996 年帕劳桥的垮塌在当时引起了广泛的关注，但因为有关方面达成了某项法律协议，使得关于垮塌原因的调查鲜有报道。本文根据公开资料撰写，旨在希望结构工程界能从事故中接受经验教训。由于在事故发生前不久，对大桥进行过修复，人们普遍认为是修复工程导致了桥梁的垮塌，但事实证明这并不准确。相反，是由于原桥的设计中缺乏可靠性，使结构长期处于易受到意外损坏的危险之中，并最终因为对原铺装改造的操作导致了事故的发生。

2    工程简介

图 1 所示的帕劳科罗尔 - 巴伯尔图阿普桥（ Koror-Babelthuap Bridge ）在 1996 年 9 月 26 日下午大约 5:45 发生垮塌事故 ^[1] 。事故造成了灾难性的后果，导致两人死亡，另有四人受伤，然而当时几乎没有交通负荷，且天气状况良好。连接该国两个人口最多岛屿的桥梁通道被切断后，帕劳政府宣布国家进入紧急状态，并请求国际援助，以帮助岛上成千上万缺少淡水和电力的居民。

图 1 垮塌前的科罗尔－巴伯尔图阿普桥

在事故发生后的 9 年里 ，人们一直在思考可能的失效原因，以避免此类事故再次发生 ^[2-7] 。帕劳政府和相关方之间的诉讼达成了庭外和解，事故原因却从未得到官方确认，现场的分析结果也从未公布。只有一篇基于现场调查的论文公开发表 ^[8] ，但真正的原因 仍未被报道。

这与航空业形成了巨大反差 。即使是再小的航空事故，国际法都要求进行全面调查，并公开所有报告，就算未导致事故发生，有关方面也会主动报告一些危险情况。

而在结构工程界里却不 存在这样的要求，也许是因为事故发生在一个我们一无所知的遥远国度（借用张伯伦的话），不用多久，这一事件就会从我们的记忆中消失。

本研究是为了确定在预应力混凝土的理解是否存在根本上的问题，尤其是缺少对不同影响因素的针对性分析。本文呈现的所有内容都源自现已公开的信息，与涉事的公司没有任何私人关联，也未涉及任何保密信息。目的是进行简单的近似 分析，以确定各 种事故可能性的影响程度。

3    帕劳

帕劳共和国（ Palau ，或 Belau ）位于西太平洋加罗林群 岛的西端，由约 350 个小岛组成（集中在东经 134°30′ ，北纬 7°30′ 左右）。这些岛屿距离菲律宾和新几内亚大约有 900 公里。一战后，帕劳从德国转移到了日本手中，当时的主要工业是磷矿开发。这些岛屿在二战中对日本具有重要的战略意义，特别是在特鲁克岛的海军锚地失陷之后，这些岛屿显得尤为重要。 1944 年 9 月，日军和美军在帕劳贝里琉岛（ Peleliu ）展开了激烈的战斗 ，日 军在此役中战败，并失去了该岛的控制权，但其余大部分岛屿仍在日本手中（尽管被封锁）。直到战争结束时日军全面投降， 1947 年联合国将帕劳及部分太平洋岛屿交给美国托管。现在帕劳已经成为独立共和国， 但仍与美国保持着密切的联系。帕劳的总面积只有 494 平方公里，拥有约 20000 人口，经济几乎完全依赖于旅游业。

4 科罗尔-巴伯尔图阿普桥

该桥的建设是为了连接帕劳的科罗尔岛（ Koror ）和巴伯尔图阿普岛（ Babelthaup ）这两个主要岛屿。后者拥有该国的国际机场，并且是主要的淡水来源，但大约 70% 的人口生活在首都科罗尔。两个岛屿之间的海峡深约 30m ，潮汐流速达 3m/s ，两岸陡峭，这也是选用 240m 跨度（当时世界上最大跨度的混凝土梁桥）方案的原因 ^[10,11] 。

设计采用对称结构，主墩位于海峡边缘，悬臂从主 墩延伸到海面上并在中心铰接。主墩有斜桩支撑，使其能抵抗水平力，而边墩只提供竖向约束，释放水平位移。悬臂采用分段浇筑，在跨中由剪力铰连接，保证纵桥向位移的连续性，同时允许悬臂发生相对转动，其承担的荷载可忽略不计。桥梁的相关尺 寸见图 2 。主梁采用等宽的变高箱形截面，如图 3 所示。

图 2 桥梁尺寸图

图 3 箱梁截面图

       该桥采用非对称节段现浇悬臂施工法，但保持节段自重平衡，施工从主墩开始，边跨施工完成后，在边跨箱室中增加压重与悬臂节段平衡，直到悬臂合龙，见图 4 。

图 4 施工顺序示意模型

每侧的悬臂都布置了 316 根直径为 32mm 的 Dywidag 预应力精轧螺纹钢筋。如图 5 所示，预应力筋一端锚固在配重跨，另一端锚固在半个主跨的 2 5 个悬臂节段上，总预应力为 182.4MN 。通过这种方式，主梁跨中受到的预应力小于墩部，而墩部也因此承受了更大的弯矩。将原桥的预应力称为初始预应力，以区别于修复产生的附加预应力。

图 5 桥梁修复前后主要结构特点对比图

该桥造价 520 万美元，于 1977 年 4 月竣工。在运营期间，悬臂梁的挠度由于徐变、收缩和预应力损失而增大。到 1990 年，跨 中挠度已经达到 1.2m （见图 1 ），影响了桥梁线型和行车舒适性，也造成了桥面铺装的损坏。 因此帕劳政府委托两个专家小组对该结构的安全性进行评估，判断其是否仍满足设计承载力要求。作为桥梁安全评估的一部分，进行了桥梁刚度试验，将一辆 125kN 的载重卡车驱动到悬臂的端部，测得挠度为 30.5mm ，即混凝土的弹性模量为 18kN/mm ² 。

最终，美国路易斯伯杰国际（ Louis Berger International ）和日本国际协力机构（ Japan International Cooperation Agency ）均认为该桥的结构安全，但预计挠度还会持续增长（在未来 100 年里再增加 0.9m ） ^[8] 。

因此，当局决定对桥梁进行修复，以纠正部分下挠，防止进一步变形。最终 VSL 国际（ VSL International ）中标修复工程 ^[12] ，施工则由一家当地公司（ Black Micro ）进行。如图 5 所示，这次改造主要包括四个部分：

1. 拆除中心铰，使结构   变为连续体系。
2. 在主梁箱体内增加   8   根后张体外预应力钢束，锚固在边跨配重区域，并且在跨中连续。钢束张拉力为   36MN   ，位于主梁顶板下方，在跨中通过转向块下弯至主梁底部，由此在跨中产生负弯矩，可以消除   0.3m   的挠度。
3. 在跨中顶板之间插入   8   个扁千斤顶，用于施加的   31MN   水平推力。然后在跨中适当位置灌浆浇筑，使主跨连续。体外预应力和千斤顶的组合作用在此称为附加预应力。出于经济性考虑，最终的方案决定将结构改为连续体系，这样钢束直接从跨中穿过，从而可以减少一半的锚具。
4. 更换整个桥面铺装。由于附加预应力不能消除所有的挠度，需要在跨中下挠部分桥面填充轻质材料，然后重新铺装，使车道面平滑连续。
   
    

修复工程结束于 1996 年 7 月，随后由 Socio 建筑公司进行重新铺装，于 8 月中旬完工。

5    垮塌事故

桥梁于 1996 年 9 月 26 日垮塌。在一份 SSFM 向美军提供的报告中，根据目击者的描述和对大桥残骸的观测，详细记载了最有可能的垮塌机制 ^[13] 。图 6 从多个角度展示了桥梁垮塌的残骸，特别是主墩两侧的区域。损伤区域的总体如图 7 所示，图中显示的凹坑（ pockmarks ）在 SSFM 报告中没有提到，但是在后来的失效分析中得以发现。

图 6 垮塌后的桥梁

SSFM 报告描述了最有可能的垮塌机制：

1． 巴伯尔图阿普 侧主墩附近上翼缘发生分层剥离。“使它无法承载初始的后张力……导致 [ 跨中 ] 和 [ 巴伯尔图阿普岛 ] 主墩之间的梁跨表现为钢筋混凝土简支梁的特性”。

2． 主墩处产生了极大的负弯矩，使得顶板和上腹板内的拉应力远超出了承载极限。因此，腹板顶部破坏，几乎完全失去抗剪能力，接着紧邻主墩的巴伯尔图阿普侧的主跨发生了剪切断裂。

3． 断裂导致主跨的两个悬臂重量全部靠科罗尔侧支撑。由于中跨自重过大，剩余的桥梁主体部分绕着主墩旋转，发生短暂的抬升，并导致边墩处剪切破坏。

由此产生的压应力转移到科罗尔侧主墩的东部，导致箱梁的底部压碎并倒向桥墩。主墩顶板在张拉下断裂，边跨掉落在岸边，中跨则坠入海峡之中

图 7 桥梁损毁概况图

这个垮塌过程得到了目击者的证实，他们在垮塌前约半个小时听到了混凝土爆裂声和与金属撞击的声音（可能是混凝土从顶板上剥离，落在下面的金属装置上），随后看到 巴伯尔图阿普 岛一侧首先发生破坏。从记录的损坏情况也可以推断出更多的细节。

显然，破坏机制是进行后续分析的出发点，关键问题集中在：

（ 1 ）箱梁顶板混凝土分层的原因是什么？

（ 2 ）箱梁腹板内应力过高是否会立即导致剪切破坏？

事故中有两个显而易见的时间细节。首先，结构的使用寿命已接近 20 年，却在修复工程完成后不久就发生了垮塌。第二，修复工程完成（沥青铺设最晚于 8 月完成）和实际垮塌（ 9 月 26 日）之间有一段时间间隔。

由此表明垮塌事故与结构的改变直接相关，并且受到某些时间依存效应（如徐变、收缩等）的影响，这些荷载效应导致桥梁的应力在修复工程完成后一个月左右达到了临界水平。

通过桥梁残骸上的损坏机理也能观察到，破坏是由巴伯尔图阿普侧主墩附近的腹板剪切或顶板应力过大引起的。

6     原桥设计

桥梁的详细结构尺寸如图 8 所示 ^[11] ，图 9 为对应的截面惯性矩。横坐标零点位于桥台，边墩坐标 x=18.6m ，主墩位于 x=72.24m ，余下的 120.4m 为悬臂长度。由于结构对称，桥梁东西两半部分结构都适用于此坐标系。

图 8 成桥结构几何尺寸

图 9 主梁截面惯性矩

沿纵桥向的截面刚度和质心位置有显著变化，突变位置由于剪力滞导致的应力重分布，会产生显著的局部效应。但突变只发生在支座处和边跨，这些位置与破坏无关。

根据上述尺寸进行结构分析，并假设混凝土未开裂。结构在失效前保持对称的假设将在后面进行更详细的讨论。当悬臂梁在跨中端部受到集中荷载时，荷载作用下的挠度有 87% 是由悬臂梁的弯曲引起，等效于惯性矩为 151.3m ⁴ 的等截面悬臂梁，其余 13% 的挠度来自边跨变形。相比之下，当梁端受到弯矩作用时， 94% 的梁端位移来自悬臂梁，相当于一个惯性矩为 87.7m ⁴ 的等截面梁，反映了弯矩作用下较小的梁端截面尺寸就能贡献更大的弯曲挠度。

如果浇筑时混凝土的短期弹性模量 E=30kN/mm ² （可能略高），则由于梁自重引起的梁端挠度为 0.95m 。设徐变系数为 φ ，则有效弹性模量为 E / （ 1 +φ ），计算得 φ= 1.26 时即可产生 1.2m 的梁端位移。这只是基于徐变对混凝土的独立影响，尚未考虑钢筋的张拉和由于徐变产生的预应力损失。尽管实际弹模 E 可能更低， φ 则更高，但这些值相对还是合理的，因此本应该预测到可能产生的下挠值。图 10 （ a ）对比了成桥时和经过 19 年徐变后的梁顶高程。放大了图中的纵坐标比例，以便可以清晰地看到跨中挠度的变化。最上方的曲线表示的是卸载自重后的主梁线型；并且假设桥梁建成后达到了预期的线形。图 10 （ b ）中的模型图像按比例显示了跨中折角。

（ a ）主梁顶板轮廓

（ b ）跨中徐变效应

图 10 主跨线型图

7    最初的修复方案

初始修复方案是保持两个悬臂的独立性，在靠近跨中的两个横隔板上施加额外预应力，通过预应力钢束的偏心荷载在跨中产生弯矩，从而抬升已下挠的悬臂梁梁端。

跨中附加弯矩抬升的梁端位移 δ 为：

0.94 为边跨弹性变形的容许因子， L 是悬臂的长度（ L=120.4m ）， I _eff = 87.7 m ⁴ 为计算截面惯性矩。如果取混凝土的弹性模量为 18GPa （通过卡车荷载测试确定），那么需要施加 245MNm 弯矩来消除 1.2m 的挠度。

以这种方式施加的弯矩值等于附加预应力和其偏心距的乘积。为防止截面压坏，附加预应力不能太大，考虑到填补原桥的预应力损失，施加初始预应力 180MN 的 20% 较为合理。最大偏心距受箱梁内部高度限制，约为 2m 。因此，施加到悬臂梁跨中端部的最大弯矩为，约为消除挠度所需弯矩 245MNm 的 30% 。

这种修复方案的缺点是需要四套锚具，尤其是需要将锚具布置在跨中附近的横隔板上。作为附加预应力钢束与原桥的连接节点，横隔板将不得不承载全部的附加预应力。因此，决定让预应力筋直接穿过跨中接缝，这样就能取消复杂的锚具系统，横隔板也只需承载预应力筋产生的偏心荷载，这一作用远低于直接锚固带来的附加应力。

当然，此方案的缺点是使结构变成了超静定体系。  

                       

8    改进后的修复方案

原桥结构的两个悬臂梁相对独立，每个主墩基础下都有斜桩打入基岩，因此主墩在纵桥向上固定。附加的预应力钢束只会在四个转向块处与结构接触，轴力直接作用在两个边跨锚点上，不对悬臂梁产生水平拉力。因此弗雷西内（ Eugene Freyssinet ）的名言——结构必须在预应力的作用下自由压缩 ^[14] ，在这里也不再适用，所以钢束对悬臂梁的轴向应力影响极小。但糟糕的是，附加预应力会导致主墩受到额外的纵向水平力作用。

因此，通过在跨中上翼缘之间布置扁千斤顶施加第二附加预应力，千斤顶的水平推力与附加预应力钢束的拉力自平衡。这样一来，主墩上将不存在纵向外力的作用。

然而修复之后可能有三个因素会造成问题：

1 ．修复之后的结构变成了连续体系。在线性弹性材料中，结构内力不会随时间变化，只与成桥时的受力状态有关。然而，对于像混凝土这样的粘弹性材料，连续梁的徐变会改变弯矩的分布。该桥大部分混凝土已经使用了 20 年，所以混凝土徐变的速度已经减缓，但仍会持续产生作用。其效果是改变支反力，进而影响梁的剪力分布。

2. 附加的预应力钢束会产生竖向荷载，但几乎不增加纵向预应力。这种组合会不会在发生破坏的关键部位产生外力呢？

3. 跨中由千斤顶施加的预应力极易因为徐变而造成损失。千斤顶不同于预应力钢束的张拉，其顶升距离很小，所以后浇混凝土细微的收缩都会造成预应力损失。

当分析事故原因时，应该注意到，以上这些因素都未改变结构的对称性，因此并不会在初始破坏位置产生显著的剪切力。

在接下来的章节中，将尝试确定各种作用对桥梁的影响，重点放在 巴伯尔图阿普一侧 x=86m 的位置，即失效发生的初始位置。

9    连续性的影响

图 11 中的实线表示成桥恒载引起的弯矩图，包括自重和边跨压载的作用。压载足够保证边墩受压，当然边墩也设有固定索具防止主梁抬升。主墩处峰值弯矩为 1596MNm ， x=86m 处弯矩为 1165MNm ，剪力为 27.9MN 。由于当时结构仍处于静定阶段，毫无疑问这些计算数值都较为准确。

图 11 桥梁自重（含边跨压重）弯矩图

结构转变为超静定体系之后，徐变可能会改变弯矩分布。在其他条件相同的情况下，如果结构是整体建造的，那可能会导致结构沿弯矩图的线型发生徐变。分析刚度变化可知，在上述假设下主跨弯矩下降了 128MNm ，得到的弯矩图如图 11 所示。这种差异远小于在一般等截面梁假设中应产生的差值，考虑到悬臂梁梁端截面的刚度较小，存在这种差别可以理解。

温度是影响弯矩重分布频次的关键因素。 England ^[15] 进行了一项温度徐变分析，结果表明结构徐变的稳定状态取决于桥梁上下翼缘的温度。这种稳定状态不同于整体弯矩，因为上翼缘通常比下翼缘温度更高，所以徐变速度更快。 Xu 和 Burgoyne ^[16] 利用 England 的分析得出，混凝土的徐变率在很大程度上取决于其龄期，如果结构的某一部分龄期更长，徐变就会明显较慢，这与本桥的情况相符。

Xu ^[17] 基于帕劳桥的结构连续性假设进行了分析，上下翼缘的平均温度分别为 29.2℃ 和 24.2℃ （该桥位于热带地区），现浇跨中节点长度为 1m 。图 12 显示了支点反力随时间的变化曲线，直接反映了反力重分布发生的速度。由于采用了与本文其余部分稍有不同的假设，因此图中没有给出详细的数值。此处重点不是反力的具体数值，而是反力的变化速度。下方虚线表示跨中由铰接改为连续节点并施加预应力之后的反力。上方的虚线表示根据 England 理论预测结构反力最终趋向的稳态值。

点划线表示如果该桥在完工后仅 6 个月就被改为连续结构，其支座反力的随时间的变化曲线。即使这样，由于转换为连续结构而引起的徐变效应也会随着主悬臂混凝土龄期增长逐渐减弱，而在 3000 天（ 8 年多）之后，弯矩也只增长到其临界值的 80% 。

实线表示根据实际修复情况，结构改为连续体系之后 19 年内的预测支反力变化趋势。反力损失仍趋向于相同的渐近线，但速度要慢得多。在修复完成到事故发生的 90 天内的变化仅为总值的 1% ，显然可以忽略这一影响。由此可以看出，由于修复完成到发生垮塌之间的时间跨度太短，不足以对弯矩的整体分布产生显著影响。

图 12 徐变引起的主墩支反力变化图

即使这些徐变效应真的发生了，它们是否会造成问题也值得怀疑。自重弯矩（图 11 ）对顶板预应力筋的应力影响如图 13 所示，此处不考虑预应力的作用。原桥的预应力筋均受拉（受拉为正）。悬臂梁采用变截面，梁端截面惯性矩的较小，意味着连续结构的负弯矩将对跨中附近的应力产生较大的影响。图中所示虚线为跨中连续之后，顶板预应力筋的应力值，跨中顶板处钢筋受压，对应的跨中底板内为拉应力。现有资料显示，没有连续钢筋穿过后浇连续节点，而附加的预应力（将在下面的讨论）只被施加在上翼缘处。

图 13 恒载引起的钢束应力图

因此，即使这些应力是由徐变引起，也应该早已被注意到。跨中连续节点混凝土底部将会由于无法抵抗张拉荷载而开裂，使结构恢复到原来的两个独立悬臂体系的状态。

这些结果综合起来表明：

1. 失效位置弯矩变化较小（仅为 128MNm ，而总值为 1165MNm ）；

2. 徐变的产生非常缓慢，而且肯定不会在修复完成后的 6 周内发生；

3. 徐变导致破坏的可能性不存在，因为这种情况下跨中连续节点会率先挠曲断裂。

因此，可以得出，破坏位置（ x=86m ）的内力并没有因为结构的连续性而发生变化。

10 预应力钢束的影响

修复工程完成后，预应力钢束在跨中连续，覆盖了全桥长度。钢束只在锚具和转向块处与混凝土接触。钢束对主梁的作用力如图 14 所示，二者在跨中没有接触，因此没有附加力的产生。

附加预应力的水平分量作用于主墩，但只有在主墩产生水平位移时才会对主跨产生影响。采用三维有限元分析附加预应力在桥跨中心是否有轴向分量，以及其值的大小。由于主墩采用斜桩牢固地锚定，水平力几乎全部通过斜桩传入基础。由于没有关于这些斜桩长度的公开数据，也没有关于它们锚固的基础刚度的数据，因此作出了多种假设，但在每种情况下，都没有显著的轴向预应力传递到桥上。

由此可以得出结论，这些钢束的作用仅限于图 15 所示的弯矩，这些弯矩是通过分析图 14 所示的桥梁荷载得到的，并假设跨中完全连续。在 x=86m 处，产生了 44MNm 的负弯矩和 0.7MN 的剪力。与梁的自重作用相比，这些数值很小。

图 14 连续钢束施加外力图

图 15 连续钢束引起的弯矩图

11    跨中千斤顶的影响

在悬臂梁之间安装扁千斤顶，对跨中两个顶板施加 31MN 的水平推力，如图 16 所示。

图 16 跨中千斤顶作用力图

预应力钢束对混凝土的作用力沿钢束法向，因此力矩是关于任意位置的钢束偏心距的函数，而千斤顶的推力水平作用在跨中顶板位置。由于跨中顶板与 x=86m 处的截面形心高差为 10.23m ，因此该千斤顶的水平推力在破坏位置产生了 317MNm 的负弯矩。使用千斤顶将悬臂向两侧推开之后，在跨中空隙浇筑混凝土，随后撤除千斤顶，由跨中混凝土提供水平推力。

然而，通过张开位移施加的预应力，很容易受到徐变的影响。在这种方案中，两侧悬臂的混凝土由于龄期较长徐变缓慢，而跨中的少量新混凝土则徐变较快。

如图 17 所示，对这个问题进行了简化分析，两侧混凝土之间的空隙通过千斤顶预张，并在中间浇筑新的混凝土。然后使用龄期修正效模量方法 ^[18,19] 进行分析，绘出力的时间历程变化曲线如图 18 所示。

图 17 跨中浇筑后结构预应力变化

图 18 由千斤顶施加的预应力的时间效应

在这个分析中有几个关键因素。首先，在与本次事故密切相关的最初几个星期中，徐变对后浇混凝土的影响非常大，对旧混凝土的影响却微不足道。其次，两侧悬臂之间的初始空隙尺寸影响很小，对此有两个推论：（ 1 ）任意尺寸的空隙都不影响最终的受力结果；（ 2 ）徐变对顶底板的影响比例相同，因此在梁中引起的力和力矩将等比例减少。

分析得出，垮塌时由后浇混凝土承载的轴力和弯矩都将减少到大约初始值的 68% 。这在跨中和破坏发生处都适用。无论是由千斤顶施加的预应力，还是由于徐变造成的损失，都不会引起剪力的任何变化。

12    横截面突变

到目前为止进行的分析都基于简单梁理论，并假设结构为等截面，这显然与该桥的真实情况不符。当截面发生变化时，一旦圣维南原理不再成立，可能发生局部应力集中。当然，如果变截面线型平滑，并且距离支座较远，那么预期这种影响会很小。为检验是否存在其他影响，采用 20 节点实体单元建立三维有限元模型。正如预期的那样，对比简单梁理论，应力只有微小的区别，并不值得引起关注。

16    应力集中

初始破坏位置为 x=86m ，此处距离主跨约 12m ，约为一个梁高的尺寸。此处梁截面高度大于宽度，因此不太可能存在剪力滞或有效宽度问题。根据圣维南原理，在距离支反力一个梁高处，应力可以充分的用简单梁理论来计算。利用有限元模型对预测结果进行了验证，图 19 为重力荷载作用下距离破坏位置一定范围内的腹板竖向剪力等值云图。支座处的应力集中非常显著，但在破坏位置没有任何应力集中迹象。由于下翼缘受到的巨大压力，使腹板不必承受全部剪力，因此腹板的剪应力小于简单梁理论的预测值。除了这些应力，还应加上预应力的整体效应，但可以预期预应力作用变化平稳，且主预应力的局部影响应限于上翼缘，不会在此位置造成显著的附加剪应力。

因此，得出的结论是，破坏区域附近没有特殊的局部应力集中或剪力滞效应存在，不可能因此产生问题。

图 19 主墩附近腹板竖向剪力云图（底部 -3MPa ，顶部 0.5MPa ）

14    对称性损失

到目前为止所进行的分析都基于该结构关于中心铰对称的假设。主跨悬臂梁在梁端相对灵活，这意味着需要两个悬臂产生较大的相对位移，才能产生显著的不对称荷载。若在桥梁运营期间产生了大位移，应该有所记载，但没有迹象表明桥台的沉降，也没有任何关于地震等可能会导致对称性丧失的相关报道。由此得出对称性假设是有效的。

15    分析总结

表 1 总结了最初成桥时和垮塌时破坏截面的应力。成桥时的应力值根据静定结构的平衡计算得到，其他值只是对前述分析进行汇总。值得注意的是，该表没有显示任何异常值。将修复引起的荷载与初始荷载进行比较。在 x=86m 处，影响最大的是千斤顶作用，其值与初始预应力的损失值接近。荷载产生的主梁应力也不存在异常。

表 1 所示的应力值和详细的有限元分析都没有得到任何关于垮塌原因的线索。开始时所列的各种可能原因至此都已经讨论详尽。

16    上翼缘损坏

剩下的一种可能是上翼缘的局部损坏。

事故后的报告显示 ^[8] ，由于在重新铺装前铲除了松散的表面材料，顶部翼缘有部分损坏。在某些位置，深达 50mm 的表面被清除。对均匀去除这些截面所引起的应力变化进行检验，结果显示只有微小的变化（一般不超过 0.2MPa ）。因此，这些孤立作用不足以改变桥梁整体应力从而导致垮塌。当然，这些表面材料的损失可能造成一些局部影响。

图 20 显示了上翼缘的构造细节（根据文献 8 重绘），预应力钢筋相当密集， 432mm 厚的上翼缘中，包含多达四层轴向 32mm 螺纹钢筋和一层横向钢筋。这些钢筋的长度相对较短，因此需要频繁布置连接器，所有钢筋都包含在管道中，这些管道的外径通常为 51mm ，但在连接处增加到 76mm ^[20] 。预应力筋的锚具也必须包含在上翼缘内，这需要 160mm ² 的锚固面积 ^[20] 。原桥的分段结构需要大量的连接器和锚具。

图 20 显示上翼缘和腹板之间的连接处非常密集，纵向、横向和竖向的预应力筋相互交叉，以及布置有各种锚具（可能还有连接器）。

图 20 顶板钢束布置图

在施工过程中拍摄的照片 ^[10,11] 似乎没有显示锚固位置进行过特别加固，也没有任何贯穿厚度的加强筋或者连接器加强顶板的连接。此外，顶板上侧的钢筋横向连续，但下侧的钢筋却在腹板处断开，腹板抗剪钢筋与上翼缘的钢筋连接也相对较差。

一篇详细研究桥梁垮塌残骸的论文指出，桥墩附近的预应力筋管道间距小到只有 25mm ^[8] 。也有报道称，施工节段之间没有剪力筋连接，这就导致所有剪力都必须通过摩擦在节段之间进行传递。一旦预应力损失，这将变得非常关键。

综上所述，预应力钢束过于紧凑以及连接和抗裂钢筋的缺失，增加了局部损伤导致锚后未加固混凝土削弱的可能性。而垮塌发生在重新铺装 6 周后，表明这个过程相对缓慢。可能由于破坏局部应力上升到某一个水平，此时锚后混凝土迅速发生徐变，反过来破坏了钢筋之间的混凝土，从而形成一个削弱平面。这样就导致了一系列的反应，也能解释事故发生较为缓慢。很可能是这些脆弱的平面导致了报告中在垮塌前半小时发生的分层现象。

由于缺少原始设计尺寸和成桥阶段的相关信息，未对翼板 - 腹板连接处进行三维有限元模型分析。

17    结论

科罗尔 - 巴伯尔图阿普桥的事故仍然没有得到令人满意的解释。以上的调查报告表明，尽管没有设计相关的容许值，对原桥的徐变挠度也应该有所预料。使用连续钢束和扁千斤顶施加预应力的修复方案，似乎没有显著改变桥梁的应力状态，但也没能有效解决下挠的问题。因此，采用了第二种方案，即用聚苯乙烯砌块填充下挠造成的缺口，然后重新铺装，以保持车道线型的流畅。

因为徐变造成的影响需要经历大量的时间，所以改变跨中的连接方式，使其从静定悬臂结构变为超静定连续梁造成的连锁反应也并不能直接导致垮塌。没有任何机制来产生足够的附加剪力，以造成整体剪切破坏。

由于没有其他更可靠的破坏解释，因此推测失效可能是由于重新铺装时，表面过度铲除造成的局部损伤，以及上翼缘的设计值缺乏可靠性导致预应力钢筋布置过密共同造成。

就像夏洛克 · 福尔摩斯在《贝丽尔王冠》（ The Beryl Coronet ）中说的：这是我信奉的一句古老格言：当你排除了所有的不可能，剩下的无论多么不合理，那也一定是真相。

如果这是问题的真正原因，那么在预应力混凝土板的设计细节上，广泛的工程界应该从中吸取教训。如果混凝土主体结构仅因为一个道路破碎工人的过分热情操作而垮塌，说明该结构需要更可靠。这也意味着该结构在其整个生命周期中将一直处于危险状态。

这里得出的结论很可能是不正确的，或者过于简单化了，毕竟没有掌握全部的事故信息。虽然可能有正当的商业理由不公布官方调查的结论，但如此重大的结构事故应该为工程界留下值得借鉴的经验教训。

本文并不试图追究任何个人或组织的责任。如果当时的知识理论不充分，或者设计中某一方面的重要性没有得到充分理解，那么不妨现在公布结果，以便得出正确的结论。

18    后记

随后，这座桥按照几乎相同的跨度在原址进行了重建，见图 21 。重建工作在日本的援助下进行，因此该桥被称为 “ 日本 - 帕劳友谊桥 ” （ Japan-Palau Friendship Bridge ）。重建后的桥梁采用斜拉桥体系，主跨仍为预应力混凝土箱梁，但支座处梁高仅 7m ，跨中梁高为 3.5m ^[21] 。

图 21 日本 - 帕劳友谊桥

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[22]  Perryclear W E. IslandPhotography, Box (1784) Photo taken from postcards published by, Koror, Palau96940 l-photo@palaunet.com.

[23] http://www.onhiatus.com/journal2/journal . cgi/20020707.html(copyright Anthony Jones tony@onhiatus.com).

 

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