简支梁力学性能

简支梁力学性能（通用5篇）

简支梁力学性能 篇1

钢筋混凝土结构是土木工程领域中应用最广泛的结构形式, 而梁则是钢筋混凝土结构中最重要的构件之一。制作粉煤灰-人工砂混凝土梁构件, 对其最基本、最重要的性能指标即力学性能进行研究, 对于目前越来越多的粉煤灰-人工砂混凝土的应用具有重要的意义。

1 试验方案

试验方案规划从力学性能的角度出发, 在粉煤灰-人工砂混凝土梁配方的选择方面以胶凝材料掺量不同, 强度等级为C30的两个混凝土配合比为基础, 改变每个配合比设计中砂的种类和掺量, 即每组配合比中细骨料的选择为:100%河砂;50%河砂+50%人工砂;100%人工砂。简支梁构件混凝土配合比设计见表1、表2。

试验的目的是研究不同配比粉煤灰-人工砂混凝土简支梁的力学性能, 并和同条件下粉煤灰-河砂混凝土简支梁的力学性能进行比较, 通过比较讨论粉煤灰-人工砂混凝土用于实际工程的可行性。

简支梁构件总体试验方案见表3。

2 构件的制作

试验梁截面为矩形, 尺寸为b×h×l=100×170×1500 (mm) , 对称配筋。为便于对比分析, 主筋均为两根直径为12 mm的HRB335钢筋, 架立筋为两根直径10 mm的HPB235钢筋, 箍筋为直径6 mm的HPB235钢筋, 间距为150 mm, 混凝土保护层厚度为20 mm。按此设计, 钢筋混凝土简支梁的配筋率为1.57%, 大于计算最小配筋率0.215%, ε=0.329<εb, 为适筋梁, 破坏为弯曲破坏。梁截面尺寸及配筋见图1。

3 简支梁力学性能试验研究

3.1 试验装置

试验梁采用简支形式加载, 一端为固定铰支座, 另一端为滚动支座, 支座与试件之间垫薄钢板, 以免发生混凝土因局部受压而破坏的情况。为测定出完整的钢筋混凝土梁的荷载 (P) -跨中挠度 (f) 曲线, 以及简支梁纯弯段横截面变化情况, 试验采用PWS-500型电液伺服动静万能试验机加载。试验中用分配钢梁来实现两点加载, 加载点约在梁跨度的三分之一处。试验前在梁的一侧刷上白灰, 以便于对加载过程中混凝土裂缝开展情况进行观测。梁的两端支座及跨中各布置一个位移计, 以测量梁的挠度变化过程。跨中纯弯段内布置4个千分表, 用以测量沿截面高度混凝土各纤维层的平均应变, 千分表的标距为150 mm。

3.2 加载制度

试验采用PWS-500型电液伺服动静万能试验机加载。加载制度如下:在正式加载前先对梁进行预加载, 以保证构件各部分接触良好, 并检查仪器是否工作正常、荷载与变形关系是否趋于稳定、试验梁是否对中, 确保试验装置准确无误后卸载至零。预加荷载值约为梁极限承载力理论计算值的10%, 本次试验中预加载5 kN。待卸载完毕后正式开始加载, 加载时采用位移控制加载的方式, 加载速度为0.5 mm/min, 当加载至梁的受压区混凝土明显压碎时停止加载, 认为此时梁已经破坏。

4 试验结果与分析

4.1 开裂荷载

试验中最终确定的各简支梁开裂荷载值汇总见表4。

从表4中可以看出, 部分或全部使用人工砂浇筑的钢筋混凝土简支梁, 其开裂荷载要比同条件下用河砂浇筑的钢筋混凝土简支梁大。试验中, 第一组简支梁中浇筑混凝土时全部使用河砂的L1-1开裂荷载为5.38 kN, 而浇筑简支梁时部分或全部使用人工砂的情况下, L1-2开裂荷载为8.46 kN, L1-3开裂荷载为8.08 kN, 抗裂性能均提高了50%以上 (分别为57.3%和50.2%) ;第二组简支梁中浇筑混凝土时全部使用河砂的L2-1开裂荷载为6.54 kN, 而浇筑简支梁时部分或全部使用人工砂的情况下, L2-2开裂荷载为13.46 kN, L2-3开裂荷载为16.54 kN, 抗裂性能均提高了100%以上。

以上试验结果表明, 相对于普通混凝土, 粉煤灰-人工砂混凝土具有相对较好的抗裂性能。其原因是人工砂特殊的物理化学性能可以较明显改善混凝土的孔隙特征, 改善浆-集料界面结构, 有利于混凝土界面的粘结。物理方面, 人工砂中所含的石粉具有的微集料的填充效应填充了混凝土中的孔隙, 并且人工砂质地坚硬, 有新鲜界面, 砂表面粗糙、棱角多, 有助于提高界面的粘结;化学方面, 人工砂以及所含的石粉可以与水泥熟料产生微弱的化学反应, 可以促进水泥的水化反应。

4.1.1 裂缝开展情况

简支梁受力试验过程中, 每级荷载稳定后, 用深色笔沿裂缝方向画线, 标出荷载等级, 直至简支梁达到极限承载能力破坏。第一组简支梁和第二组简支梁受力的裂缝开展情况分别见图2、图3。

加载初始阶段, 简支梁受力产生的弯矩很小, 梁横截面上各纤维层应变也很小。由于应变很小, 这时梁的工作情况与均质弹性体梁相似, 混凝土基本上处于弹性工作阶段, 简支梁表面无裂缝出现。

当荷载继续增大, 简支梁下部受拉区边缘纤维应变恰好达到混凝土受拉时的极限拉应变, 梁处于即将开裂的临界状态, 此时所施加的荷载即为开裂荷载。加载超过开裂荷载继续增大时, 在简支梁纯弯段抗拉能力最薄弱的截面处将出现第一批裂缝 (一条或几条) 。一般情况下, 第一批裂缝出现在跨中附近, 宽度大约为0.02～0.03 mm, 初始高度大约在15～25 mm之间。开裂后混凝土受拉区应变急剧增加并退出工作, 原来由混凝土承受的拉力转加给纵向钢筋, 导致钢筋应力较开裂前突然增大许多, 混凝土开裂的瞬间, 钢筋混凝土梁的挠度突然增大, 刚度明显降低, 在荷载-挠度曲线上出现明显的转折。

裂缝出现后, 随着外荷载的增加, 梁的挠度逐渐增大, 裂缝开展越来越宽, 沿梁高不断向上延伸, 从而使裂缝所在截面处的中性轴的位置也随之上移。当外荷载增加到50%左右极限承载力时, 数条裂缝已延伸至形心轴的位置, 随着外荷载的继续增加, 竖裂缝的数量不再明显增加, 原有裂缝变宽, 并穿过形心轴沿梁高向上延伸。当外荷载增加至55%～70%极限荷载时, 在剪弯段梁腹部靠近形心轴的位置处出现斜裂缝, 斜裂缝出现时倾角约45度, 随着荷载的增加, 斜裂缝向支座和加载点两个方向延伸。当外荷载增加到60%～80%极限荷载时, 最宽的裂缝已达到0.2 mm。当荷载增加至临界荷载时, 边缘纤维压应变达到或接近混凝土受弯时的极限压应变, 标志着梁已经开始破坏。其后, 试验梁仍可继续变形, 但承受的荷载将有所降低, 最后在破坏区段上受压区混凝土被压碎, 而告完全破坏。

4.1.2 裂缝破坏形态

从图2、图3中可以看出, 受压破坏时, 浇筑过程中掺入粉煤灰、人工砂的钢筋混凝土简支梁的裂缝分布与普通混凝土适筋梁的裂缝分布一致:在纯弯段出现多条竖向裂缝, 在剪弯段出现明显的斜裂缝。

4.2 试件承载能力

试验过程中记录了试验梁从加载开始到受压区混凝土破坏整个过程伺服机所施加的荷载及梁的跨中和两端的位移, 伺服机施加的荷载通过荷重传感器由TDS-303数据采集装置采集, 梁两端和跨中的位移变化由TDS-303数据采集装置通过位移计采集, 跨中位移与两端位移之和的一半的差值即为梁的跨中挠度, 然后以施加的荷载为纵坐标, 梁的跨中挠度为横坐标, 画出试件的荷载-跨中挠度曲线, 第一组简支梁的荷载-跨中挠度曲线见图4、第二组简支梁的荷载-跨中挠度曲线见图5。挠度值见表5。

从图4、图5和表5中可以看出, 在荷载等级相同的条件下, 各组简支梁的跨中挠度变化情况为:掺100%河砂浇筑的混凝土简支梁挠度最大, 掺100%人工砂浇筑的混凝土简支梁次之, 掺50%河砂+50%人工砂浇筑的混凝土简支梁最小。而第二组简支梁比第一组简支梁的降低程度要高。

mm

最终测得的简支梁极限荷载中, 也呈现出较大的差异。简支梁极限承载能力见表6。

kN

从表6中可以看出, 各组试件中, 100%河砂的混凝土简支梁极限承载能力最高, 掺人工砂的混凝土简支梁承载能力与之相比均有较大程度的下降, 第一组试件中, L1-2与L1-3的极限承载能力为L1-1极限承载能力的80%左右, 第二组试件中, L2-2与L2-3的极限承载能力为L2-1极限承载能力的85%左右。测得的各简支梁试件的正截面承载能力有明显的差异, 表现为掺加人工砂的构件反而低于纯河砂的构件, 主要原因是纵向钢筋的屈服强度不同导致的。

试验过程中, 试件达到极限承载力后, 浇筑混凝土时掺100%河砂的试件荷载-挠度曲线下降段比较平缓, 并且梁的跨中挠度有一个较大的增长, 刚度退化的现象非常明显, 然后承载能力开始迅速下降。相比之下, 掺人工砂的混凝土简支梁的荷载-挠度曲线都呈现出不同程度的突然下降, 并且在梁的跨中挠度增大相对较少, 刚度退化不明显的时候, 承载能力就开始迅速下降。

5 结论

对室内正常环境下粉煤灰-人工砂混凝土简支梁的力学性能进行试验研究, 可以得出如下结论:

(1) 粉煤灰-人工砂混凝土具有相对较好的抗裂性能, 部分或全部使用人工砂浇筑钢筋混凝土简支梁, 其开裂荷载要比同条件下用河砂浇筑的钢筋混凝土简支梁大。

(2) 在荷载等级相同的条件下, 掺加人工砂的简支梁的跨中挠度有所降低, 说明浇筑混凝土时使用人工砂, 能有效地增强混凝土的弹性模量, 提高构件的刚度, 如果能很好地控制细骨料的颗粒级配, 则效果更好。

(3) 粉煤灰-人工砂混凝土在提高了构件刚度的同时, 也使构件的延性有所降低, 这是使用人工砂配制混凝土时应该注意的。

(4) 在配制混凝土时合理使用粉煤灰和人工砂, 不但能节约能源, 而且对环境保护有着非常积极的作用, 同时还可以较好地改善混凝土的性能。

参考文献

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简支梁力学性能 篇2

（中南大学土木工程学院，湖南 长沙 410075）

引 言

由于地震动的特异性及轨道桥梁系统的复杂性，国内外对地震激励下铁路桥梁轨相互作用问题的研究相对较少。Maragakis等在有砟轨道桥上的实验证明：当轨道存在时，传递到相邻路基上的震动非常明显，且轨道可一定程度上提高结构基频［1］；Davis将梁轨接触简化为弹性连接，分别采用反应谱和时程法分析了梁轨之间的相对位移［2］；黄艳等研究了轨道对简支梁桥抗震性能的影响［3］。但现有研究中有的模型未考虑梁轨间的非线性作用，有的将研究重点放在墩台检算上，而忽略了轨道受力，且均未考虑行波效应的影响。

本文采用非线性杆单元模拟梁轨接触，采用多点激励的大质量法考虑地震动的行波效应，以沪昆线上某5－32m简支T梁桥为算例，建立了可考虑行波效应的梁轨相互作用模型。分析了行波效应下轨道、梁体和墩台的受力特点，并对相关参数的影响进行了讨论。

1 考虑行波效应的梁轨系统模型

1．1多点激励的大质量法

对于多自由度体系，地震动输入下的动力平衡方程为

式中M，C和K分别为结构的总体质量矩阵、阻尼矩阵和刚度矩阵；u为结构的位移矢量，P为地震荷载矢量。

所谓大质量法即假设结构支承点为具有很大集中质量的单元（其质量ML通常取为结构总质量的106～108倍［4］），在进行动力分析时，释放支承点在激励方向上的约束，并在该点施加动力时程Pb模拟基础运动

式中为地震动加速度。

将ML和Pb代入式（1），用下标a表示结构非支撑处的自由度，下标b表示结构支撑处自由度，则式（1）可表示为

采用集中质量法，令＝0，将式（3）第二行展开

两端左乘，由于中对角元素趋近于零，化简后得到

即支承点的加速度与输入点激励加速度基本相等。从推导过程也可知，大质量法并非基于叠加原理，故可考虑非线性问题［5］，本文即采用该方法来模拟地震动的行波效应。

1．2 梁轨系统模型

采用带刚臂的梁单元模拟简支梁，假设梁轨之间横向和竖向不发生相对位移，采用纵向非线性杆单元模拟梁轨接触。竖向无载时杆单元刚度参照文献［6］采用理想弹塑性模型

式中 线路纵向阻力r单位为kN／m，梁轨相对位移Δ单位为mm。

在桥梁两端各建立200m路基上的钢轨以减小边界条件的影响。在进行地震响应时，除在各墩台底部建立大质量单元施加纵向激励外，在路基点也建立大质量单元并施加与相邻桥台相同的激励。

建立的梁轨系统有限元模型见图1。

图1 本文所采用的有限元模型Fig．1 Finite element model

采用该模型计算单线50m简支梁桥上钢轨纵向力，与相关文献的实验数据进行对比，钢轨纵向力误差为1%～4%，梁轨相对位移误差为1%，证明该模型可较为准确地模拟梁轨相互作用［7］。

1．3 工程算例及计算参数

本文采用的算例为沪昆线上某5－32m简支梁，桥上铺设单线有砟轨道。钢轨采用60轨，线路纵向阻力按式（6）取值。桥梁截面积2．92m2，惯性矩2．69m4。将二期恒载（67．9kN／m）转换为质量参与计算。桥墩为矩形板式墩，尺寸为6m×2．7m，墩高统一设为10m，桥台高1m，墩底固结。墩台编号及支座布置见图1。

地震波选用天津波（对应第三类场地）和El Centro波（对应第四类场地）对桥梁墩底支承点和路基点进行激励，采用Newmark积分法求解地震作用下的梁轨响应。在计算行波效应时，为简化起见，仅考虑不同支承点输入时间上的差异，视波速按1 000m／s计。

采用Rayleigh阻尼，阻尼比h为0．05，阻尼系数α和β按下式取值

式中w1和w2为第一阶和对结构纵向振型贡献最大的一阶频率。对本桥而言，α＝0．479，β＝0．002。

2 行波效应下的梁轨系统响应

2．1 轨道对桥梁地震响应的影响

分别计算El Centro波和天津波（加速度峰值调整为0．57g）作用下，考虑和不考虑轨道的情况下对基础进行一致激励与行波效应激励，计算结果如图2所示。

图2 不同激励方式下的桥梁响应Fig．2 Bridge response under different excitation modes

El Centro波作用下梁体轴力和墩顶水平力普遍大于天津波，体现了地震波的频谱特性；由于桥梁跨度较小，不考虑轨道结构时，行波效应与一致激励下的桥梁响应几乎完全相同；存在轨道结构时，一致激励下桥梁响应比无轨道结构时略有减弱，但行波效应下桥梁轴力和设置固定支座的桥台受力有较大幅度的增加，该规律与文献［1］的实验结果相符。对下部结构而言，除1#桥台水平力增幅较大外，行波效应可减弱其他墩的墩顶受力。

2．2 行波效应对梁轨系统的影响

图3显示了视波速为500～1 500m／s的行波效应和一致激励下的钢轨纵向力和墩顶水平力（El Centro波，下同）。

较之于桥梁结构，轨道结构对行波效应极为敏感，随着视波速的减小，轨道应力快速增大，当视波速减小到500m／s时，钢轨应力最大值已达到一致激励下的8倍。

图3 不同视波速下的梁轨地震响应Fig．3 Track－structure earthquake response under different apparent velocities

轨道结构的存在使桥梁墩台水平力随着视波速的不同有较大变化。通常情况下，行波效应可减弱墩台受力。

3 计算参数分析

影响行波效应下梁轨响应的主要参数除前面提及的地震波类型、视波速外，还包括线路阻力、支座布置形式、桥墩刚度、简支梁跨数等。在探讨各参数影响时，其他参数保持不变。

3．1 道床阻力的影响

为研究线路阻力的影响，参照式（6）分别计算该桥铺设有砟轨道和无砟轨道时系统的地震响应。计算表明：线路阻力对一致激励下的钢轨应力影响较小。而行波效应下，随着线路阻力的增加，轨道应力和墩台受力有所降低，说明随着阻力的提高，轨道的耗能作用不断增强，见图4。

图4 轨道形式对墩顶最大水平力的影响Fig．4 Influence of track form on pier horizontal force

3．2 支座布置形式的影响

支座布置形式对轨道纵向力也有较大影响［8］，本文也考察了表1所示几种支座布置方案对行波效应下梁轨地震响应的影响。

表1 支座布置方式示意图Tab．1 Diagram for bearing arrangement

相邻简支梁固定支座设在同一桥墩上时，该处钢轨应力减小，该墩所受水平力增大；活动支座设置在同一桥墩上时，该处钢轨应力增大，该墩所受水平力减小。桥台处设置活动支座可避免桥台承受较大的水平力，但会大大增加相邻桥墩上的水平力（图5）。

图5 支座布置形式对梁轨地震响应的影响Fig．5 Influence of bearing arrangement on track－structure earthquake response

3．3 桥墩刚度的影响

假设桥墩截面形式不变，将墩高分别设为20m和30m以比较桥墩刚度对行波效应下梁轨地震响应的影响。分析表明桥墩刚度减小时将增大该处的钢轨纵向力，同时对相邻桥墩墩顶水平力也有较大影响。图6显示了桥墩刚度减小时墩顶水平力的变化。

图6 桥墩刚度对墩顶最大水平力的影响Fig．6 Influence of pier stiffness on maximum horizontal force on pier

3．4 简支梁跨数的影响

选取简支梁跨数为1～15跨，分析各模型在行波效应作用下钢轨纵向力和1#桥台所受水平力，见图7。

图7 简支梁跨数对钢轨和墩台受力的影响Fig．7 Influence of span amount on rail and supports

计算表明：随着跨数的增加，钢轨纵向力最大值逐渐增大，当跨数超过6跨时，已基本趋近于一定值，这与钢轨挠曲力、制动力和伸缩力随跨数变化的规律相符［8］。放置固定支座的桥台所受水平力随着跨数的增加也逐渐增大，当超过15跨时，趋近于一定值。

3．5 动弹性模量取值的影响

文献［9］建议在进行钢轨制动力计算时，应采用动弹性模量，文献［10］的实验数据显示混凝土动弹模通常为静弹模的1．2～1．4倍。笔者将梁体弹性模量分别取为静弹模的1．1～1．5倍，分析行波效应下梁轨的地震响应，计算结果表明弹性模量的增大对钢轨纵向力和墩台受力影响均较微小。

4 结 语

对于铺设无缝线路的铁路桥梁可采用本文所述的大质量法分析行波效应下梁轨的地震响应。

不考虑轨道时，地震动的行波效应对简支梁桥影响极微小，但考虑轨道时，行波效应使桥梁轴力和制动墩台受力均有大幅度增加。轨道结构对行波效应极敏感，视波速降低时，轨道纵向力有大幅度增加，墩台受力减小。

线路纵向阻力提高时，轨道应力略有增加，而墩台水平力减小。桥墩刚度的变化对相邻桥墩水平力有较大影响。行波效应下钢轨纵向力和桥台水平力随着跨数的增多而逐渐增大，当跨数超过6跨时，钢轨纵向力趋近于定值，当超过15跨时，桥台水平力趋近于定值。

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简支梁力学性能 篇3

关键词：先简支后连续桥梁,体系转换,力学分析

1 工程概况

松峪大桥为双向四车道, 全长度688 m, 设计荷载为公路- Ⅰ级, 桥面净宽为2 × 净11 m, 设计洪水频率为1 /100, 地震动峰加速度为0. 05g; 全桥共5 联: 3 × 40 + 3 ×40 + 3 × 40 + 4 × 40 + 4 × 40; 上部结构采用预应力混凝土 ( 后张) T梁, 先简支后连续; 下部结构桥墩采用矩形墩, 桥台采用柱式台, 基础采用灌注桩基础。预制T梁、横隔梁、湿接缝、封锚端、墩顶现浇连接段使用C50 混凝土, 桥面铺装采用C50 钢纤维防水混凝土, 盖梁、墩身、防震挡块、护栏、墩身系梁、桥台挡板使用C35 混凝土, 基桩、承台、桩顶系梁使用C30 混凝土。

2 模型分析

2. 1 横向分布模型

在计算横向分布模型系统的时候, 可以使用刚接梁法或者是杠杆法, 从而得出五片主梁横向受力在最差情况下的横向分布系数, 具体情况详见表1。通过对表1 的详细分析, 边梁的受力最差, 因此, 将边梁当作主要的研究对象。当梁模型建立的时候, 可以使用迈达斯有限元软件系统, 在桥梁系统转换的时候, 可以使用有限元模型来进行计算和分析。

2. 2 模拟支座

先进行简单支座施工, 再进行连续桥梁施工的支撑形式包含双支座支承和单支座支承两种形式。双支座的主要优点就是施工比较便利, 湿接缝处的剪力非常小, 连续处一旦出现裂纹, 修复比较容易, 对于主梁的受力情况可以进行较好的改善; 双支座也存在一些缺点, 支座沉降和外界温度对双支座支撑起到比较深远的影响, 支座位置不能均衡的受力, 还可能造成支座被脱空的情况。单支座的主要优点就是结构受力比较均衡, 支座一般不会出现被脱空的情况, 受支座沉降和外界温度的影响非常小; 单支座的缺点主要表现为临时支座拆除时, 体系转换的过程中, 施工技术非常复杂, 湿接缝处的剪力非常大[1]。结合墩顶的二次预应力张拉情况和湿接缝施工的情况, 对双支座和单支座进行比较, 就会发现单支座具有明显的优势, 使用板式橡胶当做支撑, 采取模拟节点弹性支撑。

3 施工阶段的划分

先进行简单支座施工, 再进行连续桥梁施工的T型桥梁, 在转换体系的时候包括三个主要的施工阶段。第一个施工阶段是主梁的预制。混凝土的强度达到设计标准2 /3的时候, 对T型梁正弯矩的预应力钢束进行张拉; 将临时支座安装好, 并将主梁依次吊装到临时支座的上面; 这时主梁所承受的荷载主要来自预应力荷载和主梁自重。第二个施工阶段是对纵向梁端连接处的混凝土进行浇筑。对墩顶位置的负弯矩钢束进行张拉, 将模板拆除掉并做注浆处理, 同时把主梁的横隔板连接好, 位于主梁之间的纵向湿接缝进行混凝土浇筑; 将永久支座安装好, 将临时支座拆掉。第三个施工阶段是铺装二期恒载, 比如护栏、防水层、附属设施以及人行道等, 该阶段桥梁结构呈现出成桥状态, 建设模型的时候, 荷载选取均衡值为15 k N/m。

4 分析连续梁体系力学转换

研究的主要对象为迈达斯有限元软件系统里的空间梁单元, 模拟分析T梁桥在空间梁格模式中体系转换时发生的变形和受力情况, 整条桥梁包括八百多个节点, 包含一千六百多个子单元。使用迈达斯有限元软件得出主梁上、下缘应力分布情况和不同施工阶段的扰度信息, 具体的模拟计算结果详见图1 ~ 3。

4. 1 分析挠曲变形

对图1 进行分析可以发现, 在第一施工阶段, 整个体系正处在简支状态中, 受到T型梁内预应力钢束的影响会出现向上的反拱情况, 为主梁变形在活载作用和二期恒载的时候供应预拱度; 在第二施工阶段, 墩顶在受到负弯矩张拉力和连接段浇筑混凝土作用的情况下, 主体结构依然会发生向上的挠曲变形, 反拱度逐渐变大, 边跨主梁的挠曲变形幅度小于跨中挠曲变形幅度; 在第三个施工阶段, 整个桥梁开始二期恒载施工, 主梁挠曲变形和第二阶段的变形程度没有太大的变化, 边跨主梁的挠曲变形降低的幅度要小于中跨主梁的挠曲变形幅度[2]。连续梁桥的跨径较大的时候, 中跨和边跨的跨径最好不要因为设计的需要而设计成为等跨, 等跨会造成结构受力不均衡的情况出现。

4. 2 分析主梁截面应力

对图2 和图3 进行分析可知, 桥梁在体系转换的时候会一直处于受压的情况中, 同时主梁截面上缘和下缘的预应力要比混凝土抗压强度小。在第一个施工阶段, 受到预应力筋张拉力的影响, 桥梁底板会受到较大程度的压力, 跨中底板所受到的压力比较大, 给运营时的活载作用和二期恒载供应压力。大跨径预应力简支梁的主梁顶板在受到预应力钢束的影响下, 受到拉应力的作用会比较明显, 此时所有的主梁截面所受到应力是差不多的。在第二个施工阶段, 由于受负弯矩张拉力到墩顶连接处混凝土浇筑作用的影响, 主梁上缘所受到的应力慢慢地降低, 然而2 ~ 3#墩L /4 位置主梁上缘应力却发生了很大的变化。第一施工阶段的应力急剧变化给主梁下缘造成了一定的影响, 然而主梁上缘的压应力变化不是很大。第三施工阶段与第二施工阶段相比较, 二期恒载的荷载作用是均衡的, 应力曲线变化趋于稳定, T型梁的跨中截面上、下缘应力是相互对应变化的。

5 施工注意事项

5. 1 连续结构一联上部结构施工顺序

T梁预制 →安装临时支座、预置永久支座、架设T梁→浇筑翼缘板、横隔板湿接缝及墩顶现浇连续段 →混凝土强度达90% 后张拉中墩顶T梁负弯矩钢束、锚固→形成连续体系→安装护栏→浇筑桥面现浇层混凝土→浇筑沥青混凝土铺装、附属设施的施工→成桥。

5. 2 湿接头凿毛

梁体和湿接头混凝土之间的连接效果受预制T梁两端凿毛效果的直接影响, 凿毛的最佳时机就是预制T梁将模板拆除以后, 这时候混凝土已经有了一些强度, 却没有达到强度最大值, 此时凿毛比较省时、省力。凿毛的时候, 主要是将浆皮清理干净, 凿毛使用头钉锤效果最为理想。

5. 3 选择临时支座

该工程的临时支座在施工以前使用的是硫磺砂浆, 由于硫磺砂浆有很多的缺点, 后来改成圆筒沙箱形式的临时支座。从制作的方法上来说, 硫磺砂浆支座技术比较简便, 在模板中灌入熬制好的硫磺砂浆即可[3]; 沙箱式支座的沙箱是由钢管制作而成的, 开关是使用车丝扣制作的, 制作工艺比较复杂。从使用效果上来说, 硫磺砂浆支座是一次性的, 易于损坏; 沙箱式支座比较结实, 操作比较简便, 能够重复多次使用。从经济方面来说, 硫磺砂浆支座投入的成本较低, 但不能多次利用; 沙箱式支座投入成本较高, 但是可以多次使用, 所以临时支座数目很多的T型桥最好还是使用沙箱式临时支座。从安全性和质量来说, 硫磺砂浆支座制作的时候使用热熔器, 存在较大的安全问题; 沙箱式支座不需要进行热熔, 安全性比较高。通过对上述情况的分析, 该工程使用沙箱式临时支座是最佳的选择。

5. 4 T梁安装

预制T梁通过张拉封锚, 验收合格后, 采用运梁平板车运至现场进行安装, 使用的架桥机必须经过审查架桥机型号对主梁、支承梁、墩柱安全验算 ( 或成功经验) , 验算通过后方可施工。架桥机在桥上行驶时必须是架桥机重量落在梁肋上。预制梁的运轨与吊装要轻吊轻放, 对运轨车, 钢绳、吊钩均要进行安全检查, 保证万无一失。梁体吊装要画好就位标示, 准确就位, 必须逐个检查支座是否有脱空现象存在, 并采取有效措施保证每个支座准确就位。

5. 5 横隔板、湿接缝及墩顶现浇连续段施工

横隔板、湿接缝用高强细石混凝土作为连接缝材料, 在拼接过程中, 应先凿打两端面将松散及不规则混凝土去掉、全段面凿毛。严禁用锤敲打翼缘板连接段, 破坏梁体结构以免产生裂纹。浇筑混凝土前, 应先清洗接缝混凝土表面, 并进行润湿处理。混凝土应从两端湿接缝开始, 相向同时逐个浇筑, 严格控制标高, 出现大的变位时应及时进行调整, 待全部湿接缝的混凝土浇筑完毕后应立即进行养护。模板的制作应考虑拆除方便, 避免采用撬、锤方式硬性拆除, 致使梁端出现裂缝。

墩顶现浇连续段的施工依据间隔、对称的顺序来浇筑。先要对纵向预留钢筋进行连接、对横向钢筋进行捆扎, 接着将顶板波纹管固定连接好、并将预应力钢绞线穿过其中, 安装支座及预埋钢板调整至水平状态, 并予以固定, 安装底模 (支座应准确定位, 避免出现支座偏位、脱空等现象) 、端模。同时, 要在温度最低的夜间对连续接头进行施工。为了使湿接头处新旧混凝土结合更加紧密, 湿接头混凝土采用膨胀混凝土, 由两头向中间对称施工的办法来对墩顶连续段进行施工, 混凝土浇筑的最佳气温为5℃左右, 混凝土浇筑的温差不可以太大。

5. 6 负弯矩钢束张拉、压浆

待墩顶现浇段混凝土强度达到设计强度等级的90% 以后, 张拉连续束。张拉梁板顶面的预应力钢束指的就是负弯矩二次张拉, 这也是简支梁桥与连续桥梁本质不同之处。三跨一联的先张拉第一、二跨之间连续段负弯矩钢束, 然后张拉第二、三跨之间连续段负弯矩钢束; 四跨一联的先张拉第一、二跨之间和第三、四跨之间连续段负弯矩钢束, 然后张拉第二、三跨间连续段负弯矩钢束。先简支后连续桥梁使用较高强度的低松弛钢绞线当做预应力钢束, 使用双面一起由内而外的张拉钢束技术, 钢绞线都是一根一根进行张拉的, 张拉结束后立即进行压浆施工。

5. 7 系转转换

连接段及桥面面板混凝土浇筑完成并达到设计强度后, 自边跨向中心对称地逐跨拆除一联内临时支座, 使桥墩上的永久支座垫石、支座、支座钢板联结成整体; 完成体系转换后, 解除临时支座时, 应特别注意严防高温影响橡胶支座质量。

结构体系转换是一个特殊过程, 必然引起横系梁、梁与梁之间内力重分布及次应力的产生, 该次应力在体系转换后要再次在一联中重新分配, 对整个结构的受力影响很大, 施工过程一定要严格按照施工程序来完成各道工序。

6 结束语

本文首先对工程施工过程中先简支后连续桥梁体系转换力学分析进行了探讨, 然后对施工中的注意事项进行了分析和介绍。通过应用先简支后连续桥梁施工技术, 不仅保证了工程的施工质量, 而且也缩短了施工周期, 提高了车辆行驶舒适性, 经济效益显著。

参考文献

[1]彭翠玲.简支转预应力连续梁桥分析与试验研究[D].武汉:武汉理工大学, 2003:13.

[2]张树仁, 郑绍硅.钢筋混凝土及预应力混凝土桥梁结构设计原理[M].北京:人民交通出版社, 2008.

简支梁力学性能 篇4

1. 设计计算上拱度

以某高速公路上构T梁设计图为例，在设计图中注明，当预制T梁的预应力钢束张拉完成后，在规定的存梁期(不超过一个月)内计算上拱度值如下表：

2. 施工反预拱度设置

设计规范及公路桥梁施工技术规范等对大梁预制台座施工反预拱度均设有进行规定和说明，在设计图纸上也没有提及，但考虑T梁张拉后会有一个上拱度值，又必须要求在预制大梁时在制梁台座设置一个反预拱度值，该值设置一般根据经验按二次执行物线设置。受施工经验影响和认识不同，对台座反预拱度取值均不一样。由于预制台座施工在前，所以反预拱度经验取值就至关重要，在设置时应考虑以下问题：

2.1 以设计计算上拱度值作依据和参考并进行分析后修正;

2.2 考虑预制大梁是一个多次循环作业，不是一次性或单个事件，在张拉后受力均集中在台座两端，所以应计入或验算地基承载力和台座不均匀沉降值及差值;

2.3 台座顶面即梁底模板的制作材料及其摩阻力等;

2.4 顶板负弯矩钢束张拉后，会减少上拱度值，另桥面及护栏等二期恒载及汽车动荷载作用会导致跨中下挠;

2.5 预制台座反预拱度应根据制梁数量及重量设置基础并配置钢筋，防止台座不均匀下沉等;

2.6 在制梁过程应加强台座沉降观测，并根据观测结果和实际张拉上拱度值，对反预拱度值进行修正和调整;

3. 实际张拉起拱值观测及与设计上拱度进行对比和对差值原因进行分析

3.1 实际上拱度值测量

大梁在台座预制完成并张拉后，随着预应力的施加，大梁会产生一个上拱度值(在理论上即为设计上拱度值)。正确的方法是在大梁起吊以后，用细钢丝或细尼龙线在梁底两端用力拉紧，此时用短钢尺再去量测跨中梁底与钢线间的空隙，并与设计反预拱度值相减后就得到正确的大梁实际张拉后上拱度值。

3.2 实测大梁上拱度值

以某高速公路上构40m T梁为例，通过对多片T梁张拉和起吊后上拱度值测量，如下表：

通过实测上拱度发现，实际均小于设计，起拱度偏小是一个共性问题。

3.3 实际上拱度值小于设计值原因分析

通过对设计施工图的阅读和分析和对现场施工条件研究发现，主要有以下原因：

3.3.1 设计图注明预应力钢绞线锚下控制应力值为σcon=0.70fpk=0.70×1860=1302Mpa(未计入预应力钢束与锚圈口之间的摩擦损失)，但又未给出摩擦损失值究竟有多大，所以施工单位就根据以往施工经验以σ=1302Mpa作为体外张拉控制应力来计算千斤顶张拉控制吨位进行施工，如此则预应力就偏小，张拉起拱度值也就偏小。在这里应区分几个概念和定义，即体外控制应力、锚下控制应力和有效应力，锚圈口摩阻力(锚圈)、锚下摩阻力(喇叭口锚下垫板)、管道摩阻力(钢绞线预埋管道)，锚下控制应力为体外控制应力减去锚圈口摩阻力，锚圈口摩阻力可以通过第一批预制梁在张拉动态过程中进行测定，一般说来锚圈口摩阻力损失为0.25%—0.3%，固梁端体外张拉控制应力应调整为0.75fpa=1395Mpa即可。

3.3.240m T梁设计为9道横隔梁，尽管对使用过程中大大提高了桥梁的横向连接刚度，但也增大了纵向刚度，导致上拱度值偏小。

3.3.3 原设计T梁腹板4号钢筋只在腹板渐变加宽段设置，后设计院下发补充设计，将4号钢筋沿大梁纵向水平拉通，增加普通钢筋A=40×1.304=45.22cm2，相对要抵消掉一部分预应力。抵消值为N=f×A=45.22×280×102=1266.16KN.

A、C型梁设计预应力计算和被变更增加4#普通钢筋后抵消率：

边梁33×140×1302=6015.24KN，抵消率为21%;

中梁31×140×1302=5650.68KN，抵消率为22.4%;

B型梁设计预应力计算和被变更增加4#普通钢筋抵消率：

边梁30×140×1302=5468.48KN，抵消率为23.2%;

中梁28×140×1302=5103.84KN，抵消率为24.8%;

所以变更设计将4#钢筋拉通对预应力相对减弱影响较大。

3.3.4 设计图行车道板7#钢筋为φ22，长度为13.5m，数量为24根，其中A、C型梁为一端设计，而B型梁为两端设计，对预应力抵消较多。如果仅考虑加强墩顶连接，则长度设计13.5m没有必要，长度减小一半就完全可以满足受力和使用要求。同时可以节约钢材。

3.3.5 通过以上计算和分析，认为40mT梁设计预应力相对偏弱，需请设计部门进行验算后再加大预应力度。

3.3.6 由于砼T梁是一个弹塑性体，即既发生弹性变化，又发生塑性变形，不完全适用于胡克定律，在张拉控制应力达到设计要求后，一定要控制持荷时间不小于5分钟(设计要求为2分钟)，使得钢绞线应力在克服各项摩阻力后充分传递达到应力尽量均匀，同时有足够的时间使砼结构尽可能地完成塑性变形。

3.3.7 受外界气温影响，一般外界气温较低，如低于10—15℃时，张拉后上拱度偏小，在气温升高时，上拱度值会增大，通过现场观察，早上和中午对比张拉后T梁的上拱度值就有差别，但不会很大。

4. 根据实测上拱度值对预梁台座施工反预拱度值进行修正

首先要明确为什么预制梁台座要设置反预拱度?就是为了控制成桥梁体线型和保证桥面铺装厚度均匀并满足设计要求。另外防止大梁在桥面二期恒载和通车运行动荷载作用下跨中出现反拱和下挠，导致梁底混凝土过早出现拉应力而影响使用寿命。设置目的是什么?目的就是在架梁完成和体系转换形成连续结构后，确保梁底跨中有1.2—1.5㎝(经验值，有待进一步研究)的上拱，在桥面二期恒载和通车运行汽车动荷载作用下跨中仍不出现反拱和下挠，随着预应力的逐渐衰减，在相当长的时间内避免梁底混凝土过早出现拉应力而减短使用寿命。

施工制梁台座设置反预拱度值以实测上拱度值为依据，在实测上拱度值的基础上减少1.5—1.8㎝，以跨中为最大值，按二次抛物线形式设置。如果台座已经完成就必须对反预拱度值进行修正。台座顶最好设置钢板，在钢板上铺不锈钢板并涂质量较好的脱模剂以减小大梁张拉过程中台座对梁底的摩阻力。

5. 施工反预拱度设置不当对桥梁的影响和补救措施

首先要检查设计预应力度是否满足结构使用和耐久性要求，如果设计本身有问题就必须请设计单位拿出处理意见。其次检查施工过程中预制台座反预拱度设置是否合理，如果不合理就必须尽快修正。

5.1 预制台座施工反拱度设置过大，大于张拉后大梁上拱度值或使得在成桥后桥面、护栏等二期恒载和通车运行过程中汽车动荷载作用下出现跨中下挠或反拱，影响桥梁线型或导致梁底过早出现拉应力和早期裂缝，影响桥梁结构安全或缩短使用寿命。

5.2 预制台座施工反预拱度设置过小，小于张拉后大梁上拱度值，使得桥面铺装层厚度不均匀，不能满足桥面设计最低厚度要求，严重影响桥面系整体受力，导致桥面系过早开裂或损坏。

5.3 出现桥面铺装厚度严重不满足设计要求的补救措施为提前对桥面铺装厚度进行测量，设计厚度为10cm，由于施工误差很难精确到10cm，一般按正态分布曲线控制在8—12cm之间，极限最小厚度不能小于6cm，更不能为保证桥面铺装厚度而凿除大梁顶板混凝土，使得大梁主体结构消弱而影响使用寿命。出现桥面铺装厚度普遍偏薄或偏厚现象可通过设计部门验算后同意进行适当的纵坡调整来满足设计厚度要求。

6. 结语

简支梁力学性能 篇5

关键词：施工反预拱度,张拉上拱度,实际张拉起拱度

1 设计计算上拱度

以某高速公路上构T梁设计图为例, 在设计图中注明, 当预制T梁的预应力钢束张拉完成后, 在规定的存梁期 (不超过一个月) 内计算上拱度值如下:

跨径25m:中梁上拱度计算值端跨2.74cm, 中梁上拱度计算值中跨2.51cm;边梁上拱度计算值端跨2.93cm, 边梁上拱度计算值中跨2.51cm。

跨径30m:中梁上拱度计算值端跨2.42cm, 中梁上拱度计算值中跨2.03cm;;边梁上拱度计算值端跨2.97cm, 边梁上拱度计算值中跨2.36cm。

跨径40m:中梁上拱度计算值端跨3.21cm, 中梁上拱度计算值中跨2.45cm, 边梁上拱度计算值端跨3.60cm, 边梁上拱度计算值中跨2.86cm。

2施工反预拱度设置

(1) 以设计计算上拱度值作依据和参考并进行分析后修正;

(2) 考虑预制大梁是一个多次循环作业, 不是一次性或单个事件, 在张拉后受力均集中在台座两端, 所以应计入或验算地基承载力和台座不均匀沉降值及差值;

(3) 台座顶面即梁底模板的制作材料及其摩阻力等;

(4) 顶板负弯矩钢束张拉后, 会减少上拱度值, 另桥面及护栏等二期恒载及汽车动荷载作用会导致跨中下挠;

(5) 预制台座反预拱度应根据制梁数量及重量设置基础并配置钢筋, 防止台座不均匀下沉等;

(6) 在制梁过程应加强台座沉降观测, 并根据观测结果和实际张拉上拱度值, 对反预拱度值进行修正和调整。

3 实际张拉起拱值观测及与设计上拱度进行对比和对差值原因进行分析

3.1 实际上拱度值测量

(1) 制梁台座受力在大梁混凝土浇筑后和预应力张拉前, 为沿纵向承受线型均布荷载。

(2) 台座在大梁预应力张拉过程中, 受力较为复杂, 随着钢束按顺序施加预应力, 台座两端逐渐承受集中力等于梁的重力, 但由于受预应力作用, 大梁在起拱过程中, 梁底与台座顶面发生相对位移, 尽管很小, 但决不能够忽略不计, 即产生的摩阻力与大梁预应力方向相反, 也就是说台座在承受一部分纵向水平力, 在大梁起吊过程中摩阻力消失, 会使大梁的预应力在梁内有一个重新分布的过程, 即相对起吊前, 大梁两端预应力增大, 所以大梁还会继续上拱 (当然于大梁在存梁期及架设后承受汽车荷载反复作用过程中, 混凝土本身收缩、徐变和钢绞线松弛等属于材料性能及耐久性研究是另一个课题) 。

(3) 通过对多座桥梁的观测, 大梁在起吊过程中, 上拱度值一般会继续加大3~5mm。

由此要特别说明大梁在起吊过程中, 一定要做到均匀、缓慢, 严禁突然和快速起吊, 防止大梁侧弯或加剧侧弯现象, 对于边梁更应该加以注意。

3.2 实测大梁上拱度值

以某高速公路上构40m T梁为例, 通过对多片T梁张拉和起吊后上拱度值测量, 预制梁张拉后上供度实测值跨径40m:中梁端跨2.15cm, 中梁中跨1.48cm;边梁端跨2.30cm, 边梁中跨1.63cm;通过实测上拱度发现, 实际均小于设计, 起拱度偏小是一个共性问题。

3.3 实际上拱度值小于设计值原因分析

通过对设计施工图的阅读和分析和对现场施工条件研究发现, 主要有以下原因:

(1) 设计图注明预应力钢绞线锚下控制应力值为σcon=0.70fpk=0.70×1860=1302Mpa (未计入预应力钢束与锚圈口之间的摩擦损失) , 但又未给出摩擦损失值究竟有多大, 所以施工单位就根据以往施工经验以σ=1302Mpa作为体外张拉控制应力来计算千斤顶张拉控制吨位进行施工, 如此则预应力就偏小, 张拉起拱度值也就偏小。在这里应区分几个概念和定义, 即体外控制应力、锚下控制应力和有效应力, 锚圈口摩阻力 (锚圈) 、锚下摩阻力 (喇叭口锚下垫板) 、管道摩阻力 (钢绞线预埋管道) , 锚下控制应力为体外控制应力减去锚圈口摩阻力, 锚圈口摩阻力可以通过第一批预制梁在张拉动态过程中进行测定, 一般说来锚圈口摩阻力损失为0.25%~0.3%, 固梁端体外张拉控制应力应调整为0.75fpa=1395Mpa即可。

(2) 40m T梁设计为9道横隔梁, 尽管对使用过程中大大提高了桥梁的横向连接刚度, 但也增大了纵向刚度, 导致上拱度值偏小。

(3) 设计图行车道板7#钢筋为φ22, 长度为13.5m, 数量为24根, 其中A、C型梁为一端设计, 而B型梁为两端设计, 对预应力抵消较多。如果仅考虑加强墩顶连接, 则长度设计13.5m没有必要, 长度减小一半就完全可以满足受力和使用要求。同时可以节约钢材。

(4) 通过以上计算和分析, 认为40m T梁设计预应力相对偏弱, 需请设计部门进行验算后再加大预应力度。

(5) 由于砼T梁是一个弹塑性体, 即既发生弹性变化, 又发生塑性变形, 不完全适用于胡克定律, 在张拉控制应力达到设计要求后, 一定要控制持荷时间不小于5分钟 (设计要求为2分钟) , 使得钢绞线应力在克服各项摩阻力后充分传递达到应力尽量均匀, 同时有足够的时间使砼结构尽可能的完成塑性变形。

(6) 受外界气温影响, 一般外界气温较低, 如低于10~15℃时, 张拉后上拱度偏小, 在气温升高时, 上拱度值会增大, 通过现场观察, 早上和中午对比张拉后T梁的上拱度值就有差别, 但不会很大。

4 施工反预拱度设置不当对桥梁的影响和补救措施

(1) 预制台座施工反拱度设置过大, 大于张拉后大梁上拱度值或使得在成桥后桥面、护栏等二期恒载和通车运行过程中汽车动荷载作用下出现跨中下挠或反拱, 影响桥梁线型或导致梁底过早出现拉应力和早期裂缝, 影响桥梁结构安全或缩短使用寿命。

(2) 预制台座施工反预拱度设置过小, 小于张拉后大梁上拱度值, 使得桥面铺装层厚度不均匀, 不能满足桥面设计最低厚度要求, 严重影响桥面系整体受力, 导致桥面系过早开裂或损坏。

5 结束语