预应力阶段

预应力阶段（精选7篇）

预应力阶段 篇1

由于预应力混凝土箱梁桥良好的受力性能、较好的结构刚度、行车舒适和施工工艺成熟而广泛应用于交通领域[1]。对于预应力混凝土小箱梁预应力阶段的研究主要是施工工艺方面, 而此阶段混凝土应力, 上拱度等研究比较少, 且大部分此阶段的模型都是简支状态的[2], 自重从张拉第一根钢束开始就全部参与受力。由于箱梁预制进度等原因达到张拉龄期后需要马上张拉以腾出预制台座供下一片梁的预制, 因此箱梁此时张拉阶段的应力状态受到技术人员的关注, 有必要对此阶段箱梁的受力状态, 自重参与受力情况, 钢束张拉顺序进行研究。

本文依托呼朔高速公路呼和浩特至杀虎口段托县连接线上K47+133.2分离式立交桥的4×20 m连续箱梁, 待箱梁达到混凝土龄期张拉时进行箱梁跨中和梁端截面的应变测量, 将实测数据与ANSYS有限元模型值进行对比分析, 为以后此类桥梁预应力阶段的受力计算和设计提供参考。

1 试验概况

基于跨线桥为4跨简支转连续箱梁桥, 所以试验梁选取3-3 (中跨中梁) 箱梁和4-3 (边跨中梁) 箱梁[3,4], 在箱梁预制时埋设混凝土应变计, 混凝土应变计测点布置如图1所示, 待浇筑完混凝土达到张拉强度时两端对称张拉, 张拉顺序为N1, N2, N3钢束。预应力阶段对应变计数据和跨中上拱度进行测量。混凝土应变计图见图2。

2 ANSYS有限元模型建立

2.1 单元介绍[5,6]

Link8单元为三维单元, 可以承受单向的拉伸或者压缩, 文中用Link8单元来模拟预应力钢筋。Link10为三维杆单元, 控制参数KEYOPT (3) =1时为只受压单元, 模型中采用只受压单元来模拟预制箱梁的台座, 张拉前台座单元全部受压, 当开始预应力钢束张拉时由于梁体上拱, 箱梁从跨中开始逐渐脱离台座, 此时脱离台座梁体下的Link10单元就失去作用, 从而自重按实际情况参与受力。Solid65单元可以用于模拟带钢筋或不带钢筋的三维混凝土实体模型, 单元具有受拉开裂和受压压碎的性能。

2.2 模型建立

ANSYS中预应力混凝土的分析可以采用等效荷载法和实体力筋法[7,8,9], 等效荷载法是将力筋的作用以等效荷载的形式作用于混凝土结构;实体力筋法采用Solid65单元模拟混凝土, Link8单元模拟力筋, 本文采用独立建模耦合法分别建立力筋单元和实体单元, 然后再用耦合方程将两者联系起来。首先建立简支状态模型, 即在梁体两端按图纸所给支座位置施加简支约束;再建立采用Link10单元模拟台座的有支撑模型, 其中Link10单元的下部节点固结, 并赋予单元材料较大的弹性模量来模拟只受压台座, 模型如图3所示, 简支模型与有支撑模型各截面混凝土应力进行对比, 分析梁体自重参与梁体受力的实际情况。

3 计算结果与实测值对比分析

3.1 理论值与实测值对比

通过对有Link10单元支撑的ANSYS有限元模型进行有限元计算, 理论计算结果与实测数据对比分析, 预应力混凝土箱梁各测点预应力阶段应力状态 (文中仅示出3-3数据) 见图4, 图5。

通过ANSYS有限元模型计算的理论值与实测值对比, 两者吻合较好, 表明用ANSYS有限元模型来模拟小箱梁的张拉的正确性, 为后面的分析提供可靠依据。通过分析各测点应力曲线可以看出在张拉N1钢束时混凝土应力增长较小, 从N2开始混凝土压应力增长迅速, 此时混凝土刚达到张拉龄期, 从张拉N2开始应注意梁体的变化, 防止出现混凝土开裂。

注:L指有台座支撑模型计算测点应力, S指实测应力值

箱梁跨中截面预应力阶段混凝土压应力沿梁高方向分布的理论值与实测值对比如图6所示。

通过图6得出, 在预应力阶段不管是理论值还是实测值, 预应力混凝土箱梁跨中截面混凝土压应力沿梁高方向呈线性关系, 由此说明混凝土处于弹性受力状态[10,11]。

3.2 有支撑模型与简支模型对比分析

对于预应力混凝土箱梁张拉阶段的应力状态分析都是采用简支梁模型来近似模拟的, 梁体自重自预应力筋张拉开始就全部参与受力, 这对梁体预应力阶段自重参与受力情况模拟不精确, 也不能清楚的描述每一束张拉后的梁体应力状态。本文通过建立有Link10只受压单元的有限元模型和无Link10单元的简支梁模型来对比分析梁体自重在每一束钢束张拉后参与受力的情况, 对比分析结果如图7, 图8所示。由图7, 图8可得在张拉预应力钢束N1时, 有支撑模型与简支模型计算结果有较大差距, 由于前面已经通过实测数据验证了有支撑模型的准确性, 所以张拉N1钢束时用简支状态的模型来计算梁体应力与实际梁体受力有一定差距, 此时自重参与梁体受力较小, 当继续张拉钢束N2时, 曲线差距变小说明自重逐渐开始参与梁体受力, 当张拉钢束N3时钢束两个模型数据基本吻合, 说明此时梁体自重基本全部参与受力。

3.3 跨中截面上拱度分析

箱梁达到混凝土龄期进行钢束张拉时, 每张拉完一束即对箱梁跨中顶面进行一次水准测量以观测梁体上拱值[12], 然后通过有Link10支撑模型与简支模型进行对比分析, 分析结果如表1所示。

注:Y指有台座支撑模型计算测点应力, W指简支模型计算应力值

mm

由表1可以看出有Link10单元支撑的模型计算值与实测值吻合较好, 而简支状态模型在张拉钢束N2之前位移值与实测值相差较大, 这是由于模型对自重参与梁体受力预应力阶段模拟不够精确, 从这里也可以看出自重逐渐参与梁体受力是从张拉N2钢束开始的, 这也与前面应力分析的结论相同。

4 结语

1) 对于20 m小箱梁张拉阶段应力张拉N1钢束时压应力变化较小, 张拉N2钢束时压应力开始迅速增长, N3钢束张拉时增长幅度最大, 此时梁体各截面均处于弹性受压状态, 箱梁跨中截面压应力沿梁高呈线性关系。2) 采用Link10单元模拟台座可以准确的反映自重参与受力的情况, 通过与简支模型对比, 梁体自重自N2钢束张拉开始逐渐参与梁体受力, 直至钢束全部张拉完, 自重全部参与梁体受力, 因此工程上当不需要张拉阶段的梁体应力时, 可直接采用无支撑简支模型计算张拉完成时的应力状态。

预应力阶段 篇2

俯冲作用作为高压-超高压变质岩带形成的重要机制之一,俯冲块体的运动速度和强度将是制约其形成和演化的重要构造因素,借助于板块俯冲作用的研究探讨高压-超高压变质岩带的形成过程,对研究苏鲁高压-超高压变质岩带的形成机制和动力学建模,是一种有益的尝试.俯冲作用最显观的构造效应是俯冲地块前缘陆表面和Moho的强烈下插,导致山前坳陷带的.形成和陆壳的加积、增厚.数值模拟的初步研究表明,俯冲地块的平移速度与山前坳陷带的坳陷量和坳陷速度及Moho的下弯量和下弯速度大致呈正相关关系,表明两者是俯冲过程中重要的壳内活动性构造界面.俯冲块体作为高压-超高压变质带深俯冲作用的运动载体,俯冲块体内部构造界面的运移,间接反映了高压-超高压变质带的形成过程和运动速度的变化,数值模拟结果似乎表明陆表面和Moho有可能成为探讨高压-超高压变质岩带形成过程和深俯冲作用的重要标志.俯冲块体内部的构造应力场也是制约和影响高压-超高压变质带形成过程的重要构造因素之一,模拟计算表明,俯冲过程中俯冲地块的壳内应力场较为稳定,始终以挤压应力为主导,俯冲作用强度仅影响应力大小,而不改变壳内应力场的应力分布.可见,高压-超高压变质岩带基本形成于挤压构造应力场环境.

作 者：崔军文 王连捷 唐哲民 史金松 CUI Junwen WANG Lianjie TANG Zhemin SHI Jinsong  作者单位：崔军文,唐哲民,CUI Junwen,TANG Zhemin(中国地质科学院地质研究所,北京,100037)

王连捷,WANG Lianjie(中国地质科学院地质力学研究所,北京,100081)

预应力阶段 篇3

1.1 构件设计

本文设计的预应力试验T梁是某高速某大桥路段右幅3,4号梁。全桥单跨梁长为30 m,计算跨度为28.9m,桥面净宽为14.13m。桥梁的纵向坡度为0%,横向坡度为1%。设计荷载为公路-Ⅰ级×130%。该实验梁梁高2.0 m,宽1.7 m,顶板厚0.16m,腹板厚0.22 m,马蹄宽0.52 m,在支点处腹板厚变宽为0.52m(图1)。试验T梁的横截面及纵截面尺寸如图2,3所示。

1.2 加载方法设计

在跨中进行3个循环的集中加载(3个加载循环的控制荷载分别为开裂状态下的荷载、正常使用极限状态下的荷载与极限承载能力状态下的荷载)。由于原型破坏性试验所需荷载较大,采用常规的方法难以施加如此大的荷载。该试验在梁场进行,且梁场的路基均为岩石,所以预应力混凝土T梁试验(图4,5)与预应力混凝土箱梁试验采用向岩体内部植入钢筋提供荷载的方法。以《建筑边坡工程技术规范》(GB 50330—2013)为依据,设计向岩体内部植入钢筋的数目及长度。通过计算可知试验T梁的最大力为1800 kN,锚杆采用HRB 335级钢筋,锚固水泥砂浆取强度等级为M10。

1.3 锚筋的布置

在开孔直径为90mm,孔深8.0m中植入32根锚筋,其中N2,N3共计16根为竖直植入,N1和N4与竖直方向夹角为10°;锚筋用胶粘剂为M10水泥砂浆。具体布置见图6,7。

锚筋施工养护完毕后,用锚杆拉拔仪对锚筋进行拉拔测试,确认实际受力符合要求。锚筋顶帽钢筋采用直径为12mm的HRB 335钢筋网连接,间距为20cm,并浇筑50cm混凝土。

1.4 测点布置

应变测点具体布置位置见图8,9,挠度测点布置位置见图10,11。

2 试验结果

按照规范计算试验T梁的永久作用效应,试验T梁的可变作用效应,试验T梁的荷载作用效应总汇及加载控制荷载计算结果见表1,2。

(1)预应力混凝土梁由于自重(永久荷载的一期作用)产生的弯矩为2228.01,在计算加载控制弯矩时,应该减去一期作用产生的弯矩。

(2)开裂状态的加载控制荷载通过试验加载过程中对预应力混凝土T梁出现裂缝的观测获得,出现第一条裂缝时的荷载值即为开裂状态的控制荷载。

(3)极限承载能力状态的加载控制荷载通过试验加载过程中对预应力混凝土T梁裂缝宽度、挠度等的观测获得。

根据试验T梁加载时控制荷载可得配筋如图12所示。

3 实验结果分析

对于无粘结预应力混凝土结构而言,由于预应力筋与周围结构体存在相对滑移,平截面假定不再成立,预应力钢筋应力增量不取决于截面上的应变,而是取决于整个结构变形。无粘结预应力混凝土结构在分级加载过程中预应力钢筋应力增量几乎都是由锚具传递给混凝土的。对于有粘结的预应力混凝土结构而言,在分级加载过程中预应力钢筋的应力增量是由锚具、预应力钢筋与砂浆之间的粘结力共同传递给混凝土,但是对二者所承担的传递给混凝土的预应力钢筋应力增量,有关其比例的研究仍是空白。因此,本节通过对有粘结预应力混凝土T梁在使用阶段锚具处预应力钢筋应力的实测值与跨中预应力钢筋的应力值进行分析,对锚具、预应力钢筋与砂浆之间的粘结力共同传递给混凝土所承担的比例进行研究,为今后对用粘结预应力混凝土结构破坏的进一步研究提供依据。

通过实测可知在分级加载过程中跨中处预应力钢筋的应力增量与锚具处预应力钢筋应力增量的拟合曲线见图13,14和表3,其中,锚具处预应力钢筋应力增量是由拟合曲线得到的近似值。

由表3可知,在分级加载的过程中,跨中处预应力钢筋与锚具处预应力钢筋的应力都在增加,但是跨中处预应力钢筋的应力增加幅度要远远大于锚具处预应力钢筋的应力增加幅度。即使是在加载弯矩为4335 kN·m时,锚具处预应力钢筋应力增量占跨中预应力钢筋应力增量最大,但是也仅仅为0.017MPa。说明在活荷载作用下,由锚具传递给混凝土的预应力钢筋的应力增量要远远小于由预应力钢筋与砂浆之间的粘结力传递给混凝土的预应力钢筋的应力增量,即:有粘结预应力混凝土结构在使用阶段的预应力主要是由预应力钢筋与砂浆之间的粘结力传递给混凝土,且由锚具传递给混凝土的部分可以忽略不计。

根据分级加载过程中锚具处预应力钢筋的应力增量与跨中处预应力钢筋的应力增量计算表以及预应力钢绞线S-N曲线,对预应力钢筋的疲劳破坏问题进行定性分析(图15)。

预应力钢筋的疲劳破坏问题主要取决于加载应力变幅以及预应力的大小。在加载之前有粘结预应力试验T梁锚具处预应力钢筋的应力值与跨中处预应力钢筋的应力值分别为1089 MPa与1031 MPa,说明锚具处预应力钢筋与跨中处预应力钢筋的预应力大小基本相同。由表3可知,在分级加载的过程中,跨中预应力钢筋应力增量要比锚具处预应力钢筋应力增量大很多,说明在分级加载过程中跨中处预应力钢筋的应力幅度比锚具处预应力钢筋的应力幅度大很多。结合预应力钢绞线的S-N曲线可知,跨中处预应力钢筋发生疲劳破坏需要的荷载循环次数要远远少于锚具处预应力钢筋发生疲劳破坏需要的荷载循环的次数,但该30 m有粘结预应力混凝土试验梁在受到活荷载作用时,跨中处预应力钢筋与锚具处预应力钢筋所承受的荷载循环次数是始终保持一致的。因此,有粘结预应力混凝土结构预应力钢筋的疲劳破坏基本不会发生在锚具处。

摘要：选取某有粘结预应力T梁作为试验梁,在跨中进行原型静载试验,结果表明:有粘结预应力混凝土结构在使用阶段的预应力主要是由注浆后预应力钢筋与砂浆之间的粘结力传递给混凝土,并且由锚具传递给混凝土的部分可以忽略不计;在分级加载的过程中,跨中预应力钢筋应力增量明显大于锚具处预应力钢筋应力增量,有粘结预应力混凝土结构预应力钢筋的疲劳破坏基本不会发生在锚具处。

关键词：有粘结,预应力,桥梁,原型破坏试验,预应力损失,应力增量

参考文献

[1]王大智.荷载试验法对桥梁安全性评价[J].黑龙江科技信息,2009,20:42.

[2]李绍勋,罗韧.桥梁结构安全性评估方法研究进展[J].低温建筑技术,2009(5).

[3]谢开仲,曾倬信,王晓燕.桥梁工程检测技术研究[J].广西大学学报(自然科学版),2003,28:208-211.

[4]陈海涛,李文富,曲宝玺.多跨度石拱桥结构仿真分析研究[J].华北水利水电学院学报,2006,27(4):7-9.

[5]郑凯锋,唐继舜.铁路刚桥的全桥结构仿真分析研究[J].铁道学报,1999,21(1):62-66.

[6]靳欣华,郑凯锋.斜拉与T构协作体系桥梁全桥结构仿真分析[J].桥梁建设,2002(2):19-22.

[7]郑凯锋,范立础.大跨度石拱桥的全桥结构仿真分析研究[J].土木工程学报,2004,37(3):89-92.

[8]齐岩,卢德唐,晏忠良.神经网络在桥梁检测中的应用[J].计算机工程与应用,2003,39(28):227-229.

[9]牛林,叶燎原.基于神经网络模型的桥梁结构损伤识别[J].微计算机信息,2007,23(2):260-26.

预应力阶段 篇4

甬台温铁路温州站站房位于温州市郊区,东临站东河、南临叶焦路、北靠瓯海大道,站房工程建筑面积71 259 m2,建筑总高度39.674 m,结构形式为框架结构+大跨度钢屋架结构。站房二层候车大厅跨度30 m,采用体外预应力梁结构,使得在混凝土梁与体外预应力筋中形成中空部分,方便设备管道布置,以此保证建筑净高要求。体外预应力索采用4个转向块的5折线形,如图1所示,而传统的体外预应力筋线形以两个转向块3折线为主,所采用的预应力筋为环氧涂层无粘结钢绞线,并采用单根一端张拉一端补拉的工艺,其预应力损失与计算的预应力损失是否吻合需要通过现场检测确定。

2 测试方案

2.1 测试方法

本工程的体外预应力索的有效预应力采用磁通传感器法测试。磁通传感器直接安装在钢绞线外侧,不损害钢绞线保护层,可长期测量,它由激磁线圈和测量线圈两层线圈组成。当由磁弹仪给其主线圈施加脉冲电压信号时,主线圈在拉索内产生磁场强度,当拉索受荷载作用,其内应力产生变化时,引起其内部的磁场强度发生变化,从而次线圈内的感应电压也发生变化,通过磁弹仪检测次级线圈的感应电压微小变化,推算出拉索索力,并将索张力在仪表上显示出来[1]。

2.2 测点布置

选择共两榀30 m跨的体外预应力梁,每榀选1束预应力筋测量,每束选2根钢绞线,每根钢绞线在两端和跨中各设置1个测点(见图1),其中C1～C3和C5～C6测点布置在不同的钢绞线上。通过测点的应力,可以分析得到张拉阶段钢绞线的转向块处摩擦损失、沿程摩擦损失以及锚固损失。

2.3 测试工况

由于采用单根张拉钢绞线的施工工艺,而且未张拉钢绞线比较松弛,空拉长度会比较大,张拉到0.2σcon时的油缸移动量已达180 mm左右,因此测试方案为直接装夹片正式张拉测试。以轴端为张拉端,分为6个测试工况:0.2σcon,0.5σcon,0.65σcon,0.80σcon,1.0σcon以及锚固后,测试内容包括:张拉控制力、钢绞线有效预应力、伸长值和锚固回缩量等。

根据设计图纸可知,σcon=0.55fptk=0.55×1 860=1 023 MPa。根据千斤顶标定的结果,张拉力x(kN)和千斤顶油压值y(MPa)的关系为:

y=0.36+0.213 66x。

由此可以得到上述5个张拉工况对应的油压分别为:6.5 MPa,15.7 MPa,20.3 MPa,24.8 MPa和31.0 MPa。

3 测试结果

3.1 摩擦损失测试结果

各工况各测点的有效预应力测试结果见表1和表2,可以看出:1)在张拉阶段,有效预应力随张拉控制基本成线性变化,测试结果正常;2)在张拉阶段,沿预应力筋长度的各测点的有效预应力结果相差比较小,转向块左右两测点的应力值变化不大,说明工程中所采用的转向装置设计较为合理,另一方面,也说明无粘结预应力筋的应力具有均匀化的趋势;3)在张拉阶段,靠近张拉端测点1-C1,1-C2的应力比张拉控制应力小,约为张拉控制应力的60%～90%,且该比值随张拉控制应力的增大而增大,其主要原因是预应力筋在锚具及张拉端锚垫板喇叭口转角处由于摩擦会引起的预应力损失,即锚口摩擦损失。

MPa

MPa

3.2 张拉伸长值测试结果

张拉伸长值测试结果见表3,其中0～0.20σcon的伸长值是根据0.20σcon～0.50σcon的伸长值推算得到。可以看出:

1)在张拉阶段,张拉伸长值随张拉控制基本成线性变化,测试结果正常;

2)由于单根单端张拉,不同预应力筋的张拉伸长值略有差别,平均总伸长值为161 mm。

mm

3.3 锚固回缩损失测试结果

钢绞线锚固后,各测点的有效预应力均有所下降,降幅在40 MPa～80 MPa,而且在靠近张拉端的降幅比较大,其主要原因是预应力筋在锚固过程中,由于锚具各零件之间、锚具与预应力筋之间的相对位移会产生预应力筋回缩,即产生锚固回缩损失。

4 测试结果分析

4.1 摩擦损失评估

一般可根据0.7σcon～1.0σcon的有效预应力测试结果分析摩擦损失。由表1,表2的测试结果可以知道,总摩擦损失平均值为0.16σcon,而根据1-C1和2-C1的应力结果可知,锚口摩擦损失平均为0.11σcon,从而总的转折摩擦损失平均为0.05σcon,由图1可知,沿预应力筋的总折角为θ=0.125×4=0.50 rad,因此,根据摩擦损失计算公式可以得到转折摩擦系数μ为:

μ=-ln(1-σl2/σcon)/θ=-ln(1-0.05)/0.5=0.103。

该摩擦系数比JGJ 92-2004无粘结预应力混凝土结构技术规程[2]中μ=0.09的取值略偏大。

4.2 锚固损失评估

根据表1,表2的锚固前后的应力差值可知,平均锚固损失值为47.6 MPa,对于体外预应力束的锚固损失可按直线预应力筋计算,由此可推算得到锚固回缩值a为:

a=σl1l/Ep=47.6×32 000/195 000=7.8 mm。

该锚固回缩值a比较大,但满足GB 50204-2002[3]的6 mm～8 mm的要求。

4.3 伸长值评估

由上述结果可知,预应力筋平均摩擦损失为0.05σcon,由此可得到张拉伸长计算值为:

Δl=(σcon-σl2)l/Ep=(1-0.05)×0.55×1 860×32 000/195 000=162 mm。

该计算值与实测值的平均值161 mm符合较好,满足GB 50204-2002[3]的±6%的要求。

5 结论与建议

1)根据测试结果可知,总摩擦损失平均值为0.16σcon,其中锚口摩擦损失平均为0.11σcon,总转折摩擦损失平均为0.05σcon,相应的转向块处的转折摩擦系数μ=0.103,与JGJ 92-2004无粘结预应力混凝土结构技术规程的取值差别不大。因此,单根张拉群锚预应力筋时,需要考虑锚口摩擦损失的影响,实际工程施工中,采用超张拉至1.03σcon的工艺是合适的。2)根据测试结果推算得到的锚固回缩值a=7.8 mm,满足GB 50204-2002的要求。3)根据修正的摩擦系数伸长值计算与实测值符合较好,满足GB 50204-2002的要求。

摘要：采用磁通传感器对甬台温铁路温州站站房的体外预应力索进行了施工阶段测试,测试结果表明:单根张拉群锚预应力筋时,需考虑锚口摩擦损失的影响,可采用超张拉至1.03σcon的工艺。

关键词：体外预应力,有效预应力,施工阶段测试,磁通传感器法

参考文献

[1]邓年春,朱万旭,李居泽,等.磁通量传感器及其在预应力监测中的应用[A].第四届全国预应力结构理论与工程应用学术会议论文集[C].2006.

[2]JGJ 92-2004,无粘结预应力混凝土结构技术规程[S].

[3]GB 50204-2002,混凝土结构工程施工质量的验收规范[S].

预应力阶段 篇5

污水处理工程中，二沉池等单池容积越来越大，若按普通钢筋混凝土结构设计，水池直径过大，水压及温度使池壁产生过大的环拉力，会导致设计池壁过厚而不经济，通常采用预应力混凝土结构[1]。上世纪90年代初，我国开始将无黏结预应力混凝土技术引入到水池结构设计中。池壁与底板的连接方式有三种连接方式,见图1，方式A中，池壁与底板整浇，此做法中池壁下部混凝土中产生的环向压力较小，预应力的效果差，现较少使用；方式B中，池壁与底板分离式连接，底板做成全杯口式，池壁底下垫橡胶垫，此做法底板对池壁的径向约束较差，现也较少使用；方式C中，池壁与底板分离式连接，底板做成半杯口式，池壁底下垫橡胶垫，底板外侧采用后浇混凝土与池壁紧密连接，可有效约束池壁径向的位移，目前采用较多。

本文对无黏结预应力混凝土圆形水池池壁底部采用方式C连接，采用了有限元软件robot进行整体建模分析，经过对池壁内力进行分析，表明池壁与底板的连接如不得当，会影响池壁下部预应力的效果，对施工期的池壁环向力影响较大，甚至池壁会出现竖向裂缝；如果采取措施不得当，池壁在预应力钢筋张拉前后均会因收缩而产生裂缝。本文将不同的措施作用计算的结果进行综合分析，以便给以后的设计提供帮助。

2 工程实例概况

本工程日处理污水规模为20×104t/d,一共设4座二沉池对称均匀布置。二沉池为周进周出型，内径50m,高5m,水深4.5m。中心筒处设置排泥管。

池外的覆土标高为底板顶面上3.1m,由于本场地地下水位与大海连通，地下水位考虑至底板顶面上3.1m。

池壁采用预应力钢筋混凝土结构，池壁厚250mm，沿池壁竖向布置17束预应力钢筋，每束由2根组成，每根采用公称直径为15.2mm的钢绞线；底板采用普通钢筋混凝土结构，底板厚550mm；基础采用d=500mm的预应力混凝土管桩。该池已建成运行。

3 圆形水池池壁施工阶段内力计算及裂缝形成原因的分析

3.1 圆形池池壁施工阶段内力计算

3.1.1 robot软件计算模型

圆形水池池壁采用robot软件中的壳单元进行建模分析，其中每束预应力钢筋是采用索单元模拟，将环向索单元划分为120等分，池壁采用板单元模拟，软件将板单元环向划分为120个单元，竖向划分为18个单元。圆形水池池壁整体模型详见图2，池壁预应力钢筋竖向布置详见图3，池壁竖向单元定义详见图4。

3.1.2 材料参数

池壁混凝土强度等级为C40；单根预应力钢筋面积为140mm2,预应力钢筋标准强度1 860 MPa；橡胶垫采用人工合成橡胶，抗拉强度设计值为18MPa。表1为不同橡胶垫厚度的抗推刚度。

3.1.3 设计参数

池壁与底板的静摩擦系数取1[2]；每根预应力钢筋张拉控制应力为1 395kN/m[3]；橡胶垫剪切模量按G=1MPa。

3.1.4 荷载作用取值

1)混凝土容重：25kN/m3;2)壁板中面温差（湿差）：-10℃[4]。

3.2 不同工况下的计算结果及边界条件

1)池壁及底板浇注完毕，预应力钢筋还未张拉，模型中取消索单元。池壁底部边界约束采用竖向铰接，径向按实际情况即底板对池壁产生静摩擦，池壁考虑-10℃的中面温（湿）差。池壁各单元截面环向应力见图5。

2）池壁混凝土强度达到设计的100%后对预应力钢筋进行对称张拉，每根预应力钢筋张拉控制力为195kN。此时池壁底部后浇混凝土还未浇注。底部边界约束采用竖向铰接，径向按实际情况即底板对池壁产生静摩擦，池壁考虑-10℃的中面温（湿）差。池壁各单元截面环向应力详见图6。

3)在池壁混凝土强度达到设计的100%后对预应力钢筋进行对称张拉,每根预应力钢筋张拉控制力为195kN。此时池壁底部后浇混凝土还未浇注,池壁考虑负的中面温(湿)差。池壁底部设置不同厚度(5mm～25mm)的橡胶垫,边界约束采用竖向铰接,径向采用弹性约束,弹性约束为橡胶垫的抗侧移刚度。池壁各单元截面环向应力见详见图7。

3.3 池壁在温度应力作用下裂缝形成原因的分析

1）从上面3.2 1）的计算结果可看出，池壁底部如直接搁置在底板上，池壁在预应力钢筋张拉之前，在温度荷载作用下，池壁底部直到池壁中部会产生环向拉应力，池壁底部至1/3高度处会产生较大的环向拉应力。可见此时由于底板对池壁的径向约束较大，在池壁底部在温度应力作用下产生较大的裂缝是不可避免的。

2）从上面3.2 2）的计算结果可看出，池壁底部如直接搁在底板上，池壁预应力钢筋张拉后，在温度应力作用下，预应力钢筋虽然提供了一部分的环压力，但由于底板对池壁的径向约束较大，池壁底部较小的范围内还是产生了较大的环向拉应力，可见即使预应力筋张拉了，池壁底部在温度应力作用下产生较大的裂缝也是可能的。

3）从上面3.2 3）的计算结果可看出，池壁底部如垫上不同厚度的橡胶垫，池壁预应力钢筋张拉后，在温度应力作用下，随着橡胶垫厚度的加大，底板对池壁的径向约束随之减小，预应力钢筋在池壁0.6h高度以上的同一截面处提供的环向压应力逐步减小，但幅度很小，预应力钢筋在池壁0.6h高度以下的同一截面处提供的环向压应力逐步增大，而且幅度很大，并且当橡胶垫厚度加厚至15mm时，池壁全截面受压且满足抗裂度公式αcpσsk-σpc≤0[5]的要求。橡胶垫如较薄时，池壁底部较小的范围内还是产生了较大的环拉力。

可见，即使预应力筋张拉了，池壁底部在温度应力作用下产生较大的裂缝也是可能的。

4 圆形水池池壁温度应力作用下的裂缝控制

1）在预应力钢筋布置一定的情况下，改善底板对池壁的约束，加大橡胶垫厚度，可对预应力筋张拉前后的裂缝进行有效的控制。

2）可加大预应力筋的截面，加密预应力筋的布置，但不如加大橡胶垫厚度来得经济。况且无法控制预应力筋张拉前的裂缝。

3）在橡胶垫厚度确定后，可适当加大池壁普通钢筋的截面及数量，可对预应力筋张拉前的裂缝进行有效的控制。

4）池壁施工阶段掺加混凝土微膨胀剂并加强养护和维护减少收缩量，可对预应力筋张拉前的裂缝进行有效的控制[6]。

5 结论

1)预应力圆形水池的池壁与底板宜做成分离式，并在池壁底部布置一定厚度的橡胶垫，对水池在温度应力作用下的裂缝控制效果显著。橡胶垫的厚度对池壁中上部的环向压应力影响较小,对池壁底部的混凝土截面环向压应力(MPa)的影响呈线性增加，增加的幅度大约为(N-1)30%～10%(N为3,4,5,6)。

2)橡胶垫的厚度一般控制在10mm～20mm较合适,太厚的橡胶垫会增加工程造价并且随着时间的推移池壁底部会有渗水现象产生。

摘要：当今大直径圆形水池如二沉池等在给排水的污水处理工程中应用较多,圆形水池在温度变化及收缩作用下,产生的环向轴力较大,以至池壁下部会产生裂缝。论文以实际工程为例,利用有限元分析软件robot对圆形水池施工阶段的池壁进行内力分析,以便对圆形水池温度应力作用下的裂缝进行有效控制,可供预应力混凝土圆形水池设计与研究参考。

关键词：橡胶垫,预应力混凝土圆形水池,裂缝

参考文献

[1]GB50010—2010混凝土结构设计规范[S].

[2]GB50007—2002建筑地基基础设计规范[S].

[3]JGJ92-2004J409—2005无黏结预应力混凝土结构技术规程[S].

[4]CECS138:2002给水排水工程钢筋混凝土水池结构设计规程[S].

[5]GB50069—2002给水排水工程构筑物结构设计规范[S].

预应力阶段 篇6

随着社会经济的发展, 对于城市发展而言, 轨道交通的地位和作用都是十分重要的。但是, 就目前来看, 在轨道交通基础设施的施工过程中, 存在一些不足和问题, 在一定程度上影响了轨道交通的安全。

1轨道交通预应力混凝土梁概述

预应力混凝土梁, 是将钢筋或高强钢绞线, 沿受弯拉方向, 预先进行张拉, 并且将张拉后钢筋锚固在混凝土结构上, 这样就沿结构受弯拉的方向, 对混凝土施加了预压应力。通过对预压应力大小的有效控制, 可以保证预应力梁板在承受设计弯曲荷载时, 混凝土受弯区基本不产生拉应力, 不出现裂缝, 从而大幅度提高梁板的承载能力。目前, 在大跨度钢筋混凝土桥梁、高层建筑等, 都是以预应力混凝土技术为基础建设完成的。

2轨道交通预应力混凝土梁的施工

在传统的铁路桥梁施工中, 主要是在工厂预制轨道梁, 并完成预应力筋的张拉工艺, 然后运到施工现场进行架设和安装。但是, 现代化的城市轨道交通采用的轨道梁, 由于受到各种因素的限制, 运输不便, 通常需要在施工现场, 结合轨道梁的跨度及桥址位置的地形条件, 进行针对性设计, 确保施工的顺利进行。

3预应力混凝土梁施工阶段徐变性能解析

以轨道交通中的预应力混凝土简支梁为模型, 利用梁跨中截面应力等效以及施工工业相似的原则, 设计相应的模型梁, 对预应力混凝土梁在施工阶段的徐变性能进行分析。

(一) 试件

在该试验中, 采取之前提到的方法, 对试件进行合理设计, 为了便于进行对比分析, 一共设计制作了5根1:5的预应力混凝土模型梁以及1根钢筋混凝土模型梁, 分别进行编号, 进行试验研究。其中, 钢筋混凝土模型梁的作用, 主要是对混凝土的收缩值进行测试, 而5根预应力混凝土模型梁中, 1号、4号和5号梁严格按照实际应用中的受力状态, 进行模拟设计, 而2号和3号梁主要是为了分析预应力筋的张拉方式以及混凝土种类对于徐变性能的有效, 因此分别对这两个参数进行了调整。为了确保对比数据的准确性和真实性, 6根模型梁的截面形状与尺寸完全相同, 其机构尺寸比如下:

在试件模型中, 预应力筋均采用高强度低松弛钢绞线, 混凝土强度为C60, 同时在高性能混凝土的配合比中, 掺入了适量的粉煤灰, 代替约15%的水泥。

(二) 预应力张拉

在进行预应力张拉与加载时, 需要注意几个方面的内容:首先, 在试件制作完成, 并养护3d时, 进行第一次预应力筋的张拉工作;然后, 在第10d时, 进行预应力筋的第二次张拉;最后, 在预应力筋张拉完成后一直到二期恒载前, 需要确保梁体仅仅承受自身的重力作用和预应力作用, 以免影响试验效果。为了对轨道梁的真实施工情况进行模拟, 在第一次张拉完成80d后, 对试件施加二期恒载。同时, 对于钢筋混凝土模型梁而言, 不进行加载工作, 以测试混凝土的收缩对于试件的影响。在预应力筋张拉完成后, 5根预应力混凝土模型梁会处于预应力和自重的共同作用下, 这时, 可以根据相应的数据信息, 对跨中截面的实际应力进行量测, 并与设计计算值进行对比, 可以发现, 实际应力与设计应力存在的误差在10%以内, 基本吻合。

(三) 量测内容

在对试件进行量测的过程中, 主要针对以下几个方面:

1) 梁跨中变形:在梁的两端和跨中各设置一个测量点, 使用跨中百分表, 对梁体的竖向变形进行测量, 使用梁端百分表, 对其支座沉降进行测量, 以修正跨中变形值。

2) 截面曲率:在跨中界面, 沿梁高, 设置三个千分表, 对截面曲率进行测量。

3) 混凝土收缩值:主要是针对钢筋混凝土试件进行测量, 可以在其两端设置两个拉线式位移计, 测量相同温度和湿度条件下, 混凝土的收缩值。

4) 测量试验环境的温度和湿度变化情况。

(四) 试验结果与分析

模型试件在预应力和二期恒载的共同作用下, 产生的弹性变形实测值与当前我国相应的铁路规范计算值之间的误差约在8%。通过相应的对比分析, 可以得出以下结果:

(1) 模型跨中截面曲率的变化规律与跨中变形基本相同;

(2) 混凝土的收缩和徐变会影响梁体内钢筋应变的变化;

(3) 采用高性能的混凝土, 可以有效减小徐变变形以及徐变应变;

(4) 采取二次张拉方式, 可降低徐变变形和徐变应变;

4结语

综上所述, 在轨道交通中, 应用预应力混凝土梁进行施工时, 要对其在施工阶段的徐变性能进行充分考虑, 分析徐变性能的影响因素, 并采取针对性的措施, 对这些因素进行适当改变, 在不增加施工成本, 不延长施工工期的前提下, 确保工程的施工质量, 从而推动我国轨道交通运输行业的持续健康发展。

参考文献

[1]薛伟辰, 王巍.轨道交通预应力混凝土梁施工阶段徐变性能研究[J].铁道学报, 2008, 30 (1) :53-59.

[2]叶梅新, 刘杰.无碴轨道桥梁高强混凝土徐变变形的试验研究[J].石河子大学学报 (自然科学版) , 2009, 27 (1) :84-87.

预应力阶段 篇7

1 无应力状态控制法的应用原理

在分阶段施工桥梁结构中, 主要有4个条件会对其最终状态中的内力和位移起到决定作用, 分别是外界的条件、外荷载作用的大小以及位置和构建单元在无应力状态下呈现出的曲率和几何的长度、整体的结构体系等。当这4个条件得到确定时, 整个桥梁的内力以及变形得以确定。针对桥梁结构在进行安装的过程, 即使是利用几何非线性结构桥梁的方式, 也能使其内力和变形不受到影响。换句话说就是分阶段施工桥梁的最终内力和位移会受到几何长度与曲率变化的影响。因此, 可以确定无应力状态控制的基础是将外荷载和结构体系以及支撑边界和无应力的长度以及曲率等相关因素构成的结构。比如某大桥建设中的两个施工段, 这两个施工阶段可以分别使用两个公式进行表达, 分别是:

利用这两个公式进行应力变化的计算, 即使用式 (1) 减去式 (2) , 得出[K]{δ1-δ2}={P1-P2}+{L01}-{L02}, 并且在利用无应力状态进行控制的过程中, 桥梁结构单元的内力值会随着其结构的加载发生相应的变化, 与此同时, 系统转化以及斜拉索张拉变化也会对其造成一定的影响。当该桥梁的荷载与结构体系处于相对固定的状态时, 其无应力长度的变化和单位轴力的变化应该处于一致状态[2]。

2 无应力状态控制法在分阶段桥梁施工中的应用

2.1 分阶段桥梁建筑安装过程中的计算问题

针对分阶段桥梁施工中的无应力状态控制方法而言, 为使其能在桥梁工程建设中被充分的运用, 需要将桥梁建设安装计算问题作为其中首要解决的问题。以江西省的上饶信江大桥为例, 该桥梁的安装计算问题符合建筑的标准, 同时为往来的车辆和人群的安全提供了保障。

1) 外荷载的问题。在进行桥梁的施工过程中, 其结构恒载的施工一般会通过分次施加的方式进行, 并且最后构建单元恒载施加完成后, 会将其临时荷载进行去除, 进而其荷载和位置等都会产生相应的变化。但是针对外荷载来说, 在整个桥梁建设安全计算过程中, 由于该项有着重要的影响, 需要完全避免被疏忽的情况发生。根据相关数据显示, 由于外荷载的处理不到位造成的安全隐患问题占据着一定的比例, 给过往的行人和车辆造成较大的威胁。

2) 支撑边界条件的问题。和桥梁建筑中的外荷载与结构体系一致, 在分阶段施工桥梁的建设施工竣工后, 该支撑边界需要和设计中的目标状态保持一致。就当前的情况而言, 在我国桥梁建设中相关的成功案例并不少, 但是能够将桥梁建设中的每一个细节做到突出的桥梁并不多, 而上饶信江大桥就是其中的典型, 该桥梁能够取得较大的成功主要是由于相关设计人员和施工人员能对其支撑边界的条件实施全面且系统的研究, 并结合桥梁建设当地的实际情况进行施工, 并没有通过一味按照其余优秀桥梁进行照搬照抄, 只是从借鉴适合本桥梁建设的关键部分进行施工, 并积极处理建设过程中存在的问题, 最终取得成效。

2.2 分阶段桥梁建设过程中受温度及临时荷载影响

在分阶段桥梁施工过程中, 利用无应力状态控制法进行处理, 虽然能使其桥梁的质量和进度等方面得到有效提升, 但在实际应用过程中, 因为无应力阶段状态控制法本身会和相关环节有着密切的联系, 并且涉及的范围较广, 因此需要对分阶段施工桥梁中的无应力状态控制法进行合理的控制, 并将其运用到桥梁建设中, 从而保证其质量, 此外对桥梁进行施工的过程中还需要对其进行温度和索力监测点的设置[3]。而针对其特殊时段中的监控, 要求能在气温稳定的状态下对桥梁的温度以及索力等条件进行测试, 当桥梁中出现临时荷载的状态时同样需要对其位置以及大小等因素进行记录。因为在对其进行测试和记录的过程中, 都能找出其桥梁的索力以及应力的相对值, 进而实现将计算过程中实际的测值转变为在具备标准荷载条件和温度下的值, 在将其进行处理后, 和桥梁在施工过程中出现的状态值进行对比, 从而实现对桥梁当前的状态进行判断, 并将其作为下一道工序开展的依据。同时还需要将无应力施工法和过程没有关联的原则作为其施工人员进行调整的主要参考依据, 即利用斜拉索的长度值作为调整依据, 让进行桥梁施工过程中出现的临时荷载以及温度间产生的影响被有效的避免。

2.3 分段桥梁在施工过程中出现的同步作业问题

在当前我国的大部分桥梁建设过程中, 一般只会对其中的固定部分进行强调。通过这种方式虽然能使其桥梁建设在该方面获得一定的成就, 但是也就是由于过分关注这一点的研究, 使桥梁建设的整体质量不能得到有效的保证。其中最为显著的是同步作业的问题。在桥梁施工建设中同步作业对其有着重要的影响, 一旦该项工作没有得到妥善的处理, 则会给桥梁的整体发展带来不利的影响, 为此在施工过程中应该注重其同步作业产生的效果。例如在利用混凝土对其桥梁的主阶段进行悬浇操作的过程中, 为实现对浇筑完成后上梁的拉力进行合理的控制, 在进行浇筑前需要进行斜拉索的张拉操作, 进而确保桥梁主梁的上缘能够具备一定的应力, 当在此过程中出现混凝土数量较大的情况时, 需要利用在浇筑过程中添加调索的方式使其应力得到比较合理的控制。

3 无应力状态控制法在分阶段桥梁施工中的影响

就分阶段施工桥梁中的无应力状态控制法而言, 该方法在当前桥梁建设中被广泛的应用, 并且获得较大的成就, 但并不是所有的桥梁都能利用该方式进行处理, 甚至出现使用该方式让桥梁在建设过程中出现各种问题, 究其根本在于没有结合桥梁建设地的实际情况, 即在利用无应力状态控制法进行分阶段桥梁的建设过程中需要根据实际的地理情况, 针对性的处理, 因此得出最佳的施工解决方案, 从而避免出现相关的问题;其次在利用该方法时, 还需要注重其产生的良性循环[4]。在实际的施工过程中由于相关环节会产生冲突, 而在这个时候需要避免先后顺序颠倒的现象发生。此外还存在部分地区在进行桥梁建设过程中, 为实现节省材料和时间的目的, 对其无应力状态控制法进行修整和调节, 最终造成桥梁本身的质量受到极大的影响, 这对于桥梁工程建设来说是极为不利的。因此在利用无应力状态控制法进行分阶段的桥梁施工中, 需要注重对其良性循环的管理, 进而为桥梁工程的建设提供有力的帮助。

4 结语

本文通过对分阶段施工桥梁的无应力状态控制法进行探讨, 从其结果上来看, 为实现创建质量达标的桥梁建筑, 需要相关的研究人员能对其无应力状态控制法进行进一步的研究, 使其能够更加完善, 从而为分阶段施工桥梁的建设提供有力的支撑。随着时代的发展, 我国在桥梁建设方面的相关技术和制度都得到不断的提升, 并且使其中的安全事故得到有效的降低, 但是仍需要对其不断的进行创新和研究, 通过这样的方式使桥梁的施工进度和施工质量得到有效的保证, 从而保证出行人员和车辆的安全。

摘要：分析了无应力状态控制法的原理, 并将其应用到分阶段施工桥梁建筑中, 研究了利用无应力状态对于桥梁建设的重要影响, 并从桥梁建筑安装计算、温度、荷载、同步作业等方面作了阐述, 为桥梁施工建设提供了技术支撑。

关键词：分阶段,施工桥梁,无应力状态控制法

参考文献

[1]彭晓林, 徐小霞.分阶段施工桥梁的无应力状态控制法[J].交通世界 (建养·机械) , 2013 (21) :210-211.

[2]易建伟.浅谈分阶段施工桥梁的无应力状态控制法[J].中小企业管理与科技 (中旬刊) , 2014 (8) :97-98.

[3]王爱东.分阶段施工桥梁的无应力状态控制法分析[J].城市建筑, 2014 (2) :271-272.