预应力筋应力

关键词：

预应力筋应力（精选八篇）

预应力筋应力篇1

1 钢绞线张拉理论伸长值的计算

在预应力张拉理论的伸长量计算中,是以钢绞线两端锚固点之间的距离作为钢绞线的计算长度的,但由于张拉时钢绞线的力端是在千斤顶工具锚处,故为控制和计算方便,一般以钢绞线两端锚固点之间的距离加上千斤顶张拉工作长度再减去钢绞线张拉全过程的工作锚、工具锚的锚具回缩值,作为钢绞线预应力张拉伸长量的计算长度。

对于使用拉锚式的锚具位置的修正值取决于该型锚具的构造尺寸及其最终的设定位置。张拉端的最终位置螺母可定位于锚杯的前1/3处,固定端螺母可设定于锚杯的1/2处。根据锚具制作厂商提供的锚具构造尺寸,就可推算出拉索钢丝端头与锚板平面间的距离。对于使用拉索丝式的锚具,一般不计入墩头长度,而要加上满足张拉千斤顶所需的拉索操作程度。

预应力施工根据工序不同可分为先张法和后张法,先张法即先张拉预应力后进行混凝土的浇筑施工,一般为直线,计算简便,其可参考后张法不计管道摩擦来进行计算。后张法施工是先预埋管道,然后进行穿束张拉,最后进行构件的浇筑,混凝土养生达到张拉强度要求后进行张拉施工。由于不同线型区间平均应力存在较大变化,分区段计算的叠加伸长量与张拉时测量的伸长量是较为吻合的。

在进行第一跨梁张拉时需要对管道摩阻损失、锚具摩阻损失进行测算。根据测算结果对张拉控制应力作适当调整,确保有效应力值的合理标定。

山西省界杨白线LK0+058.314河南口空心板中桥上部结构采用4×16 m后张法预应力混凝土空心板,预应力采用符合GB/T 5224-2003标准的高强度低松弛ϕs15.24钢绞线,标准强度为fpk=1 860 MPa,单根面积140 mm2,弹性模量Ep=1.98×105 MPa。锚具采用YM15-5型锚具及配套设备,管道成孔采用ϕ56 mm钢波纹管,张拉力为P=930 600 N。

1)后张法预应力筋理论伸长值及预应力筋平均张拉力的理论计算公式如下:

ΔL=PP×L/(AP×EP) (1)

PP=P×[1-e-(kx+μθ)]/(KL+μθ) (2)

其中,ΔL为预应力筋理论伸长值,mm;L为从张拉端至计算截面的长度,m;PP为预应力筋第i段的平均张拉力,N;x为从张拉端至计算截面孔道长度,m;AP为预应力筋截面面积,mm2;EP为预应力筋的弹性模量,MPa;P为预应力筋张拉端的张拉力,N;θ为从张拉端至计算截面曲线孔道部分切线的夹角之和,对于圆曲线,为该段的圆心角,如果孔道在竖平面和水平面内同时弯曲时,则θ为双向弯曲夹角之矢量和,rad;k为孔道每米局部偏差对摩擦的影响系数;μ为预应力筋与孔道壁的摩擦系数。

2)计算时各参数取值如表1所示。

3)分线形段计算:

N1直线段:

PP=P×[1-e-(kx+μθ)]/(KL+μθ)=930 600×[1-e-(0.001 5×4.333+0.25×0)]/(0.001 5×4.333+0.25×0)= 927 582.3 N。

ΔL=PP×L/(AP×EP)=927 582.3×4 333/(140×1.98×105×5)=29 mm。

N1曲线段:

PP=930 600×[1-e-(0.001 5×4.189+0.25×0.209 424)]/(0.001 5×4.333+0.25×0.209 424)=903 840.6 N。

ΔL=903 840.6×4 189/(140×1.98×105×5)=27.32 mm。

N1段理论总伸长量:

ΔL1=(29+27.32)×2=112.64 mm。

N2直线段:

PP=930 600×[1-e-(0.001 5×7.608+0.25×0)]/(0.001 5×7.608+0.25×0)=925 310.1 N。

ΔL=925 310.1×7 608/(140×1.98×105×5)=50.8 mm。

N2曲线段:

PP=930 600×[1-e-(0.001 5×0.873+0.25×0.034 904)]/ (0.001 5×0.873+0.25×0.034 904)=925 946 N。

ΔL=925 946×873/(140×1.98×105×5)=5.83 mm。

N2段理论总伸长量:

ΔL2=(50.8+5.83)×2=113.26 mm。

2 钢绞线伸长量现场量测计算方法

预应力筋的实际伸长值是从张拉千斤顶的行程上测量推算而来的,具体方法如下:对预应力筋一般按10%→20%→100%后持荷3 min～5 min锚固的流程进行张拉,分别量出对应的千斤顶的行程ΔL,由于ΔL中包含了预应力筋弹性变形,需扣除诸如锚具压实、预应力筋的自然松弛伸展等因素的影响,这就需要对测量结果进行核实,以推算出实际伸长值。

伸长量计算式为:ΔL=ΔL3-ΔL2+2(ΔL2-ΔL1)。

其中,ΔL为预应力筋的实际伸长量;ΔL3为100%张拉力时预应力筋的实测伸长量;ΔL2为20%张拉力时预应力筋的实测伸长量;ΔL1为10%张拉力时预应力筋的实测伸长量。

在实际张拉施工前,应对千斤顶进行标定,标定结果为校准方程,施工单位可直接根据此方程计算出对应张拉力的油表读数,每一阶段张拉后即时测得对应阶段的钢绞线伸长值,最后根据上述公式计算出实际张拉总伸长值。

3 结语

在实际施工过程中要密切注意各种数值的变化,认真核对实际伸长值数据,在计算工作长度时,需考虑千斤顶及锚具范围内的钢绞线长度。在实际伸长量与理论伸长量差异较大时,要暂停张拉,对各种可能原因进行周密分析,杜绝盲目修改参数,确实必要时需补张或分级卸载,重新张拉,以保证预应力的施加准确,确保构件的质量及安全。

参考文献

[1]刘效尧,朱新实.公路桥涵设计手册——预应力技术及材料设备[M].第2版.北京:人民交通出版社,2005.

[2]范立础.预应力混凝土连续梁桥[M].北京:人民交通出版社,1999.

[3]JTG D62-2004,公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范[S].

浅析独柱墩盖梁预应力筋的张拉设计篇2

关键词：独柱墩盖梁预应力筋张拉设计分析

1、工程概述

商漫高速公路桥梁工程中，桥梁下部设计有大量单点支撑预应力盖梁，其预应力系统是这样设计的：（1）预应力钢绞线分为两排，下排4束钢绞线，上排为三束钢绞线；（2）采用七股单根直径为15.2 mm，标准抗拉强度R =1860Mpa的低松弛钢绞线；（3）钢束由9根钢绞线组成，所有预应力束均采用一端张拉，锚具在张拉端采用OVM15-9张拉锚具，在固定端采用配套的P型挤压锚具；（4）钢绞线控制应力σcom=0.72R =1339.2Mpa，超张控制应力为控制应力的1.05倍；（5）钢绞线的张拉采用伸长值和应力双控，（設计）表中伸长值仅作为施工参考，具体伸长值试验后确定。

2、张拉方法的选择

究竟是采用单端张拉还是采用两端张拉，是以张拉过程中张拉应力损失的多少来选择的。以花园村南大桥2号墩N2钢束为例：

2.1已知条件：曲线半径R=1000cm=10m

切线夹角θ=24.068°=0.420065837rad

曲线长度 0=430.7cm=4.307m

直线段长度 2=170.1cm=1.701m

钢绞线的摩擦系数μ=0.25

钢绞线的安装偏差系数k=0.0015

II级低松弛率η=2.5%

钢绞线的标准强度R =1860Mpa

钢绞线的弹性模量Ey=1.95×105Mpa

钢绞线回缩、混凝土压缩、锚具压缩值 m=6mm=0.006m

钢绞线的设计计算长度 g=771cm=7.71m

2.2单端张拉的应力损失计算

预应力筋与管道之间的摩擦，安装偏差引起的固定端盈利损失σs1：

=266.1827909 Mpa

摩擦偏差应力损失的影响线长度ls：

由于＞ /2、σs1＜σs2，说明钢绞线摩擦应力损失影响的范围靠近张拉端，张拉端的应力损失大于固定端的应力损失。表明单端张拉不利。

2.3两端张拉的应力损失

预应力筋与管道之间的摩擦，安装偏差引起的固定端盈利损失σs1：

摩擦偏差应力损失的影响线长度ls：

由于＞ /2、单σs1＞两σs2，说明钢绞线摩擦应力损失影响范围在盖梁二分之一处，不在固定端和张拉端。且单端张拉时的张拉端应力损失大于两端张拉时的张拉端应力损失，所以两端张拉有利。

2.4通过上述计算分析得知单端张拉应力损失大，但设计者偏偏选择了单端张拉。那末损失的应力值该如何补充呢？

这一点设计者已经考虑到了，选择超张拉的方式来弥补应力损失值△σs，△σs是单端张拉过程中必须损失的应力：

总应力损失值△σs=σs1+σs2=668.1454631Mpa

2.5钢绞线的设计控制应力=0.72 R =1339.2Mpa，加上设计允许的超张拉力已达到1406.2Mpa；而1860级钢绞线的屈服强度为15812Mpa，可见超张拉力已接近钢绞线的屈服强度。由此可见设计的富裕量不大，因此施工时要严格控制张拉力。

3、张拉前的科学施工方法

实际上张拉施工前科学的方法是：先测定控制张拉应力所对应的钢绞线真实伸长值，然后进行张拉施工，具体操作程序是：

3.1设初始张拉力Ts对应的理论伸长值 s；

3.2设初始张拉力Ts对应的实际伸长值，则钢绞线的松弛长度；

3.3设单端张拉到设计控制张拉力Tc时对应的实际伸长值 c，则钢绞线伸长值的真实值

3.4因此单端张拉控制应力Tc真实对应于其伸长值，以此来控制张拉施工；

3.5上述检测操作反复做三次，取的平均值，进行张拉控制。

4、理论伸长值的复合计算

对单支点支撑的盖梁N2束钢绞线理论伸长值进行复核计算，详见附表1。

5、结束语

施工工况对T梁预应力筋应力的影响篇3

关键词：简支转连续,预应力筋应力,应力增量,Midas

近年来, 由于简支转连续梁桥所具有的优点, 使该种桥型成为城市桥梁和高速公路桥梁建设中的业主第一选择[1]。简支转连续梁桥中预应力筋是关键受力构件, 预应力筋的应力分布及其变化直接影响桥梁结构承载力、刚度的变化[2]。因此, 鉴于其重要性有必要对该种桥型在荷载作用下主梁预应力筋应力变化进行研究。

本文依托实际工程, 对该工程主梁预应力筋的应力进行施工阶段监测, 将实测数据与Midas/Civil有限元模型值进行对比分析, 总结出张拉负弯矩钢束对主梁预应力筋应力的影响, 为以后该类桥梁的设计与分析提供参考。

1 工程概况

宝贝河大桥为10跨预应力混凝土T梁桥, 全桥分为 (3×40+4×40+3×40) m三联, 结构体系为先简支后连续结构, 桥梁跨径L=40 m, 桥梁全宽12.25 m, 采用C50混凝土及标准强度ftk=1 860 MPa的低松弛钢绞线, 预埋金属波纹管制孔, 采用两端同时张拉工艺, 张拉控制应力为0.75ftk。本试验选取最后一联 (8跨~10跨) 第9跨4号梁 (9-4号梁) 为试验对象。桥梁总体布置情况见图1, 8号、9号墩顶4号梁负弯矩钢束平面布置情况见图2。

注:从大桩号向小桩号看, L为左, R为右

2 试验测点布置及试验工况

2.1 测点布置

T梁预制时在试验梁跨中 (A—A) 、四分点 (B—B) 、梁端 (C—C) 截面钢束N1, N4的 (1) ~ (6) 测点上埋置混凝土应变计。测点布置情况见图3, 图4, 仪器现场埋设情况见图5。

注:从大桩号向小桩号看

2.2 试验工况

由现场实测数据可知, 张拉1, 2, 3, 5号梁墩顶负弯矩钢束对4号主梁的跨中、四分点、支点钢筋应力影响较小, 因此只分析张拉4号梁墩顶负弯矩钢束对主梁预应力钢筋应力的影响。该试验分为12个荷载工况:

9号墩顶张拉工况及横向张拉顺序为:4-T3R (工况1) →4-T3L (工况2) →4-T2R (工况3) →4-T2L (工况4) →4-T1R (工况5) →4-T1L (工况6) 。

8号墩顶张拉工况及横向张拉顺序为:4-T3L (工况7) →4-T3R (工况8) →4-T2L (工况9) →4-T2R (工况10) →4-T1L (工况11) →4-T1R (工况12) 。

纵向张拉顺序为9号墩顶→8号墩顶。

3 模型计算值与实测值对比分析

3.1 模型的建立

基于Midas/Civil软件平台, 采用梁格法对宝贝河大桥进行有限元软件模拟[3]。在建模之前, 需对桥梁结构的有限元建模过程进行规划分析[4]。为了更好的模拟主梁间的横向连接, 主梁间建立虚拟横向联系单元。9-4号梁负弯矩钢束张拉划分为12个施工阶段。对墩顶处的模拟采用实体, 更真实的模拟墩顶现浇段, 使该仿真模型更加接近试验桥梁。全桥共2 250个节点, 3 629个单元, 正弯矩钢束75根, 负弯矩钢束60根。桥梁有限元模型半幅见图6。

3.2 模型验证与分析

通过对Midas/Civil有限元模型进行运算, 计算得出A—A, B—B, C—C截面在工况12下 (即最后一根负弯矩钢束4-T1R张拉结束时) 的应力值, 将模型计算结果与现场实测数据进行对比分析。计算比较结果如表1~表3所示 (表中压应力为正, 拉应力为负) 。

由表1~表3中数据可知, 通过Midas/Civil有限元模型计算的理论值与实测值吻合较好, 最大误差约为8.3%, 由此验证所建立的有限元模型是正确的。分析表中数据, 在负弯矩钢束张拉后可以看出测点位置均受压。由于自重引起的正弯矩与预加力引起的负弯矩进行叠加, 使得跨中弯矩代数和小于四分点弯矩代数和, 根据材料力学构件截面应力计算公式[5], A—A截面下缘测点压应力较B—B截面测点压应力小, 且压应力由梁下缘向上缘逐渐降低。由于负弯矩钢束的作用, C—C截面压应力由梁下缘向上缘逐渐增加。压应力沿梁高呈线性分布, 结构受力良好。

4 负弯矩张拉对预应力筋应力影响

4.1 预应力筋应力变化分析

通过有限元模型计算, 得出测点 (1) ~ (6) 在每个工况下的预应力筋应力值, 分析主梁预应力筋在上述工况下的应力变化趋势。计算结果见图7~图10。

由图7, 图8可以看出:在工况1~6作用下, N1, N4测点上的应力均呈减小趋势, 由此可知负弯矩钢束张拉使主梁产生负弯矩, 中性轴以下的混凝土受压, 钢筋与混凝土共同变形[6], 预应力筋产生压应变, 从而使得预应力筋的永存有效预应力减少。根据结构力学的位移法可知[7], 对于超静定梁梁端受到偏心力的作用使得梁端产生转角, 根据转角位移方程可知试验梁测点截面在负弯矩钢束作用下所受内力为负弯矩, 使截面产生上拉下压的内力, 因此模型计算结果符合构件理论受力状态。同时可以知道由于N4的测点位置沿梁高大于N1, 因此N4预应力筋应力受负弯矩影响较N1大。

由图9, 图10可以看出:在工况7~12作用下, N1跨中截面钢束应力减少, 而四分点截面、支点截面钢束应力增加。N4跨中、支点钢束应力减小, 四分点钢束应力增加。由于工况7~12为8号墩顶负弯矩束张拉, 根据结构力学可知超静定结构受到负弯矩拉力的作用, 使截面A—A受力为负弯矩内力, 而截面B—B、截面C—C受力为正弯矩内力。因此在A—A断面产生上拉下压, 而在B—B, C—C断面产生上压下拉的内力, 同样满足构件理论受力状态。对比图9与图10可以看出跨中、四分点截面钢束N1, N4应力变化一致, 而支点截面则不同, 这是由于对于支点断面测点 (1) 位于中性轴之上, 因此在正弯矩作用下测点 (1) 钢束应力减小, 而测点 (6) 钢束应力增加。

4.2 预应力筋应力增量变化分析

通过模型计算, 测点 (1) ~ (6) 预应力筋应力增量值见图11~图14。

由图11, 图12可以看出:在工况1~6作用下钢束N1, N4的应力增量均为负值, 即均使预应力筋应力减小。对比图11与图12可知, 钢束N1上的测点应力减小值均小于钢束N4上的测点应力, 且N1, N4应力减小值最大分别为2.2 MPa, 5.5 MPa, 均是位于支点截面, 负弯矩束张拉对N1, N4跨中应力影响均小于支点截面。

由图13, 图14可以看出:在工况7~12作用下对钢束应力影响与工况1~6不同, 该工况使得钢束N1四分点、支点截面的应力增加, 跨中截面应力减少, 对于钢束N4跨中、支点截面应力减少、而四分点应力增加。对比图13与图14可知, 跨中和四分点钢束应力变化趋势一致, 支点的钢束应力变化趋势相反, 这符合上述钢束应力的分析, 跨中测点在中性轴之下, 受到负弯矩作用, 测点均受压, 四分点测点位于中性轴之下, 受到正弯矩作用, 测点均受拉, 而支点测点被中性轴分隔, 受到正弯矩作用, 梁上缘测点受压, 下缘测点受拉。跨中截面钢束应力变化最大, N1, N4应力减小量分别为0.8 MPa, 0.9 MPa。

5 结语

本文以实际工程为依托, 在负弯矩钢束张拉的工况下对试验梁的跨中、四分之三、梁端预应力筋应力进行现场监测, 通过实测值与模型理论值对比分析可以得到如下结论:

1) 实测混凝土应力及混凝土应力理论值比较, 二者应力吻合的较好, 试验验证了运用混凝土应变计进行预应力混凝土结构应力监测是可行的, 可供类似工程参考。

2) 通过模型计算分析预应力筋应力变化, 可知在1~6工况下对N1, N4测点上的应力均呈减小趋势, N4预应力筋应力受负弯矩影响较N1大。在7~12工况下跨中、四分点截面钢束N1, N4应力变化一致, 而支点截面则不同, 测点 (1) 钢束应力减小, 而测点 (6) 钢束应力增加。

3) 通过模型计算分析预应力筋应力增量变化, 可知在1~6工况下钢束N1, N4的应力增量均为负值, 即均使预应力筋应力减小。N1, N4应力减小值最大分别为2.2 MPa, 5.5 MPa, 且位于支点断面, 负弯矩束张拉对N1, N4支点截面影响较大, 因此施工时应注意对负弯矩束张拉应力的控制。在7~12工况下跨中和四分点钢束应力变化趋势一致, 支点的钢束应力变化趋势相反, 跨中截面钢束应力变化最大, N1, N4应力减小量分别为0.8 MPa, 0.9 MPa。

参考文献

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[2]国茂华, 侯建国, 陈守祥.某主厂房侧煤仓框架梁预应力筋应力监测与分析[J].武汉大学学报 (工学版) , 2013 (S1) :135-138.

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[4]葛俊颖.桥梁工程软件Midas civil使用指南[M].北京:人民交通出版社, 2013.

[5]孙训方.材料力学[M].北京:高等教育出版社, 2009.

[6]贾艳敏, 高力.结构设计原理[M].北京:人民交通出版社, 2004.

预应力筋应力篇4

本工程是日本一座地上四层的学校建筑,由于改扩建需要,部分预应力连续梁需要拆除,为使剩下预应力梁中的预应力不损失掉,在拆除部分和保留下来的预应力梁之间,采用了一种中间锚固的方法。这种方法是用一种开口钢制容器放在要切断的钢绞线处,向钢制容器内注入膨胀剂材料,通过产生的压力达到锚固预应力筋的作用。这种使用膨胀材料中间锚固的方法,曾经用于单根无粘结预应力钢绞线的锚固。但对于使用同样方法锚固多根钢绞线束是否可行,以前没有类似的工程经验,为保障安全可靠,在工程使用前对锚固力进行了实验确认。

本施工中,涉及两根要拆除的预应力梁,共有8根钢绞线束需要进行中间锚固。要将钢绞线剔凿出来并切断,因此在剔凿前还需要对预应力梁极其周围结构的承载力进行校核计算。

如图1、图2所示,该工程是一项校舍改扩建工程。左侧校舍地上6层,右侧校舍地上4层,中间用连廊连接。为混凝土框架结构。改扩建工程是要将右侧地上四层的校舍及连廊拆除,然后增建新校舍。由于连廊的2、3层预应力梁和左侧的主体结构预应力梁连接,形成有粘结预应力连续梁,要拆除连廊就要切断连廊梁里的预应力筋。

由于担心预应力梁在当初的施工时管道灌浆不实,直接拆除后将会造成预应力筋应力损失严重等情况出现。为此采用了钢套管和膨胀材料进行中间锚固的施工方法。

本工程共需要处理2根预应力梁,每根梁里有4孔×7束共28根预应力钢绞线。由于要剔凿出预应力筋并安装钢套管,所以对梁的剔凿面积较大,为了确保安全,需要在剔凿施工前,先核算梁剔凿后的局部应力情况,并且每根梁中的4孔钢绞线,要分成两孔按先后次序施工。由于注入的膨胀材料对温度敏感,在注入和养护时周围要用薄膜覆盖,检测温度,以确保在规定的温度范围内。

2 采用膨胀材料的中间锚固方法

中间锚固方法的基本概念和计算方法如图3所示。膨胀材料在钢制套管内受到约束,对预应力筋表面产生膨胀压力Pe。锚固力T等于膨胀压力Pe乘以预应力筋表面面积(U×L)再乘以摩擦系数μ。这里摩擦系数也包含了预应力筋和膨胀材料之间的粘着力。

式中:T-预应力筋的锚固力(N);U-预应力筋的周长(mm)=π×Φc(Φc为预应力筋直径);L-中间锚固体长度(mm);μ-预应力筋和膨胀材料之间的摩擦系数(=0.3);Pe-单位面积的膨胀压力(MPa)。

预应力筋的周长U按等截面积的圆的周长计算如图4所示。因为膨胀材料不能浸入钢绞线里面。钢丝束、钢绞线表面的凹凸部分会增加接触面积,从钢丝束的锚固力实验结果反算得知,这种计算方法摩擦系数μ会增大约0.3以上。

在实际构造中,钢绞线的放置也不是像图4中那样是轴对称的形状,而是呈扁平状态。这种形状的摩擦系数与对称放置的摩擦系数是相同的,此前通过钢丝束的实验已经得出此结论。

膨胀材料是由石灰以及硅酸盐为主要成分的一种水泥基材料,类似于静力膨胀爆破材料,容易产生膨胀压力,并且反应速度能够得到控制。这种材料只需要加水搅拌,搅拌后呈糊状,容易注入并填满狭窄空间。

对膨胀材料来讲,适当的温度控制是非常重要的。养护温度一般控制在20～30℃之间,养护时间在2～3 d时,膨胀压力在40 MPa左右。如果不知道膨胀压的产生受温度影响较大,例如在养护初期,经受了高温,膨胀压力在短期就达到峰值,浇注后10 h养护温度仍然保持在上升状态,压力要增长很大,会对钢制套管的耐压能力产生影响。

3 锚固试验简介

为确保锚固力及控制膨胀材料的养护温度和膨胀压力,施工前进行了锚固试验。钢套管锚固体的形状如图5所示。锚固体长度为500 mm。其构造为分开的钢制部件,用M24螺栓拧紧以抵抗膨胀压力。中间固定的预应力筋规格为7S12.7(7束直径12.7 mm钢绞线),必要的锚固力为742 kN (0.68Py,Py为屈服强度),膨胀压力预计为40 MPa。内径55 mm,实际使用的套管外径要比50 mm大若干,主要是根据钢绞线的配置情况确定锚固体。

锚固力试验装置如图6所示,采用从锚固体中拔出钢绞线的方法进行。

锚固力试验是在材料龄期为3 d和7 d(膨胀压力为41.6和47.1 MPa)的条件下实施的。试件的名称分别以膨胀压P42和P47标识。图7显示的是膨胀材料注入后天数和膨胀压力以及膨胀材料温度之间的关系。材料龄期达到3 d,膨胀压力达到40 MPa以上。之后还有增加倾向。膨胀材料的温度,在注入后大约10 h后达到峰值温度22℃(温度上升量约为3℃),然后逐渐降低至外面相同级别的温度。

4 实验结果

4.1 锚固力

如图8所示,左侧显示的是钢绞线的拔出量A和张拉力的关系图,右侧显示的是自由端钢绞线的进入量B和张拉力的关系图。P42试件在张拉力达到997 kN时,预应力筋被拔出,拔出荷载低。自由端在刚到900 kN时开始被徐徐拉入。P47试件达到预应力筋的破断荷载(1 281 kN)没有发生变形。P47试件从达到1 100 kN的程度时起,自由端开始有少许回缩量。在相同的荷载状态下,对预应力筋的拔出量A来说,P42试件表现出受膨胀压的影响较大。P42的试验,742 kN时已经出现2.0 mm的拔出量。

图9显示试验后锚固体外侧的螺栓切开后内部的状态。试件P42的从自由端(照片的左侧)起10 cm左右,膨胀材料出现裂缝,从裂缝起右侧的膨胀材料和钢绞线一起从锚固体中拔出。既膨胀材料和锚固体之间脱开。预应力筋和膨胀材料之间目视观察没有发现脱开。试件P47的膨胀材料也产生了裂缝,膨胀材料和锚固体之间观察不到裂缝。

表1是根据不同周长计算的摩擦系数。P42试件实际发生裂缝时,以锚固体内面的周长计算的摩擦系数,计算得出的和假定值0.3比较接近。P47构建的锚固力这次试验没能确定,自由端在1 100 kN是拔出,被认为达到锚固耐力值。表1的摩擦系数③超过了假定值0.3,示意锚固体内面的裂缝刚刚发生。从这回的结果中可以得出,以预应力钢绞线换算得出的摩擦系数0.3进行设计是十分安全的。

注:①:换算周长U,②:实际周长,③:锚固体内周长

4.2 膨胀压力测量结果

图10是有限元模型分析结果。锚固体采用3次元模型,内面施加沿法向相同值的压力。图中的数值是在10 MPa压力作用时锚固体表面σy方向的应力。这和通过应变值换算的实测值比较推导出的膨胀压如图11、图12所示。并且,计算时没有考虑预应力钢材沿轴向方向的膨胀。

5 工程施工

主要施工步骤如图13所示。1)在切断部位先剔凿出梁内的预应力筋;2)在预应力筋部位安装开口钢套管;3)闭合钢套管并在钢套管内注入膨胀浆体材料,依靠膨胀浆体材料在钢套管内产生的压力锚固住预应力筋。4)钢套管固定后,再在梁的剔凿部分重新浇筑混凝土,这时就可以在梁钢套管锚固体后面切断预应力筋了。5)为了防止梁中钢套管锚固体长期失效,在切断预应力筋后还要安装永久性锚具,并进行了补张拉。

预应力大梁内4孔预应力钢筋里侧的2孔用水射流剔凿出来。用中间锚固体将预应力筋固定再后浇筑混凝土。另外一侧的2孔也采用同样的方法处理(图14所示)。对于剔凿梁造成梁断面损失,要通过简单的建模应力计算以确保安全。

要考虑在中间锚固体后面安装楔形锚具,预应力筋切断后残留长度要足够,然后拆除连廊。拆除后,中间锚固体后部,用射流水剔凿出来安装楔形锚具、浇筑混凝土。混凝土强度达到要求后,进行预应力张拉。

PC钢材的波纹管剥离,注浆材料剔凿掉,钢材表面的油脂清除干净后的布置。螺栓用专用扳手拧紧,为了防止锚固体端部注入膨胀材料时漏出,用环氧树脂封堵。由于在冬季施工,注入膨胀材料时,周围要用薄膜覆盖,用蒸汽养护,温度控制在20～30℃之间。确认膨胀材料的温度和膨胀压达到预定值后,浇筑混凝土。预应力筋还要用锚具锚固,张拉到设计力的80%。主要为防止中间锚固体失效。

图15所示为现场测量结果之一,膨胀压是由压力计测定,在灌入膨胀材料1.5 d后,压力超过40 MPa。和实验室比较,膨胀压上升快的原因是,周围温度比较大,膨胀材料的温度接近40C。

6 结束语

拆除部分校舍,采用中间锚固方法,过去没有适用于预应力钢绞线的实例,通过实验和确认安全性后,才用于施工。

对于使用预应力钢绞线,与预应力钢丝束不同,钢绞线同钢绞线之间有间隙,膨胀材料得以浸入,使得锚固力大于钢丝束。设计上,钢绞线之间的膨胀压不予考虑,和钢丝束同样采用摩擦系数0.3,这样能够确保安全。

中间锚固体的安装的应变计测得的值和有限元分析结果相比较,膨胀压比较准确的精度可以推断出来。可以作为今后压力管理的手法。

预应力筋应力篇5

1.1 背景

国内有粘结预应力工程中固定端采用的压花锚 (图1) , 是目前最经济的钢绞线锚具, 与大量使用的挤压锚具相比, 钢绞线固定端采用压花锚, 其工艺简单、张拉方便、节省锚具、降低造价, 但现行设计规范、规程中的相关规定较少, 对于压花锚末端裸露段钢绞线承载力性能的研究也不多, 影响其推广和应用。

1.2 研究重点

通过三根实验梁的荷载实验研究, 比较分析压花端与非压花端在相邻截面 (支座截面) 的承载力差别, 同时与理论计算结果进行对比, 确认压花锚末端裸露段钢绞线的极限承载力, 深入了解压花锚末端裸露段钢绞线在计算极限承载力时受力特点及性能, 找出薄弱环节, 采取相应措施, 为压花锚的进一步推广和应用提供依据。

2 实验研究

2.1 实验梁设计

为分析有粘结预应力筋压花锚的承载力性能, 研究采用三根相同尺寸及混凝土强度等级的实验梁。实验现场见图2。梁内布置一束有粘结筋, 在中支座处一侧为外套波纹管, 另一侧为裸露的压花锚。为研究不同预应力度对极限承载力的影响, 三根梁支座面筋分别为212, 314及312;同时, 为确保裂缝先出现在中支座, 实验梁的边支座上部及全梁底部均配置足够多的普通钢筋。支座为钢棒滚轴支座, 设置于图3所示的轴线处。

以下均以实验梁L2为例进行说明, 混凝土强度等级C40, 配筋图见图3。

2.2 实验梁测点布置

三根实验梁的各种力学指标测点布置及编号均相同, 混凝土应变测点布置见图4, 钢筋应变测点布置见图5, 位移测点布置见图6。

注:⑴混凝土应变测点每道梁均为24片, 括号内的数值表示北面测点;⑵各截面侧面上各应变测点均沿高度等分;⑶顶面、底面应变测点均位于中间。

2.3 加载方式

实验采用三分点加载, 加载位置见图7。采集系统给出的力值是单个千斤顶的值, 因此, 每个三分点加载的力值为P/2。

2.4 加载程序

预载10→20→退载→10→20→30→40→45→50→55→60→65→70→75→80→110→140→170→190→200→210→220→230→240→250→260 (单位:kN) 。

实验梁L2加载至80kN时, 在中支座偏东位置发现首条裂缝, 裂缝宽度0.03mm。梁跨中挠度见图8。

2.5 实验梁分析

2.5.1 分析原则及假定

①主要分析中支座左、右截面 (分别代表非压花段与压花段) 承载力状态。

②以分析截面受拉钢筋应力达到实测强度值σs=370N/mm2作为承载能力极限状态的标准, 同时参考钢绞线应力及混凝土应力状态。

③承载力极限状态下, 截面应变符合平截面假定, 每个截面以受拉钢筋应变实测值的平均值作为钢筋应变值;受压区混凝土应变以最外侧混凝土应变实测值作为混凝土应变值;钢绞线应变及受压区钢筋应变值则由上述两者构成几何关系, 推导得出。

④钢筋及钢绞线应力应变满足虎克定律, 即 σ=Eε, 钢筋弹性模量Es=2.0×105MPa, 钢绞线弹性模量Ep=1.95×105MPa。

⑤混凝土应力应变关系采用Rüsch曲线, 即当ε<ε0=0.002时, undefined, 当 ε0<ε<εuj=0.0035时, σ=fc;这里fc取混凝土立方体抗压强度值对应的混凝土棱柱体抗压强度值。

⑥混凝土立方体抗压强度实测值fcu, k=42MPa, 根据《混凝土结构设计规范》条文说明, 棱柱体抗压强度与立方体抗压强度比值取0.76, 故fc=0.76×42=31.9MPa。钢绞线强度标准值fptk=1860MPa, 条件屈服强度值取p.9fptk=1674MPa。

⑦由于加载前预应力筋已张拉, 对构件截面各组成要素产生了影响, 分析中考虑这部分影响的线性叠加作用。

⑧计算承载力时, 截面应力不考虑混凝土的受拉应力。

2.5.2 数据分析

2.5.2.1 计算预应力张拉对构件各组成要素的影响

预应力损失: σl1=271N/mm2 σ12=7N/mm2 σpe=1302-271-7=1024N/mm2 Npe=1024×140=143360N

波纹管采用φ45扁管, 面积近似按矩形计算:S=19×51.5=979mm2

Ac=200×350-979=69021mm2

偏心距 e=175-45=130mm

偏心弯矩:M=143360×130=18636800N.mm

undefined

支座处受压区边缘混凝土压应力:

undefined2 (拉应力)

支座处受压区钢筋 (计算形心) 压应力:undefined (拉应力)

支座处受拉区钢筋压应力:

undefined2 (压应力)

2.5.2.2 综合弯矩分析:A′S=1272mm2 AS=462mm

B断面, 普通钢筋受拉按σS=370N/mm2计算

undefined

荷载F=85+0.146 (95.3-85.0) =86.5kN

钢绞线εp=1916+ (2165-1916) ×0.146=195⇒σp=380.6N/mm2

压区钢筋ε′S=321+0.146 (33-321) =322⇒σ′S=64.4N/mm2

undefined

两阶段应力叠加

undefined

M=18.1×200×81.6× (310-81.6/2) +56.5×1272× (310-50) =98.2kN·m

F=86.5kN时, 支座沉陷产生的弯矩:

左支座:△l=0.83+0.146 (0.97-0.83) =0.85mm

中支座:△m=2.02+0.146 (2.32-2.02) =2.064mm

右支座:△r=1.78+0.146×0.1=1.795mm

综合影响:△= (0.85+1.795) × (-1.5) +3×2.064=2.225mm

undefinedkN·m

综上, L2梁B断面综合弯矩:Mu=98.2+3.7=101.9kN·m

采用相同的方法, 可以计算得出L2梁C断面综合弯矩Mu=96.1+3.8=99.9kN·m

2.6 承载力理论计算

混凝土立方体实测强度fcu, k=42MPa, 轴心抗压强度σS=370N/mm2, 钢筋实测强度σs=370N/mm2, 计算理论承载力如下:

27.9×200x=370 (461-1272) +1320×140

∴x=-21mm<0故Mu=1300×140× (350-45-35) +370×461× (350-35-35) =97.7kN·m

2.7 结论及分析

为便于比较, 将各实验梁中支座左、右截面 (非压花段与压花段) 实验实测承载力及理论计算承载力汇总如表1所示。

由表1可知, 三根实验梁中支座处压花段与非压花段的极限承载力最大差异4.1%, 最小差异1.9%。根据《建筑结构可靠度设计统一标准》与《混凝土结构设计规范》规定, 这种程度的差异满足95%的保证率要求, 属于试验误差范围。从具体的变化趋势上看, L1梁压花段的极限承载力要略大于非压花段, L2、L3梁压花段的极限承载力要略小于非压花段, 没有相同的变化趋势。因此, 可认为有粘结预应力筋压花锚末端裸露段钢绞线的极限承载力与非裸露段相比几乎没有折减。比较实验值与理论计算值, 截面极限承载力具有较好的吻合性, 最大差异5.6%, 最小差异2.7%, 说明实验较好地反映了理论分析的结果。

3 设计建议

3.1 适用范围

由于压花锚是通过混凝土握裹来保证其锚固性能, 因此主要应用于锚固长度和混凝土质量有保证的有粘结预应力板、梁等构件中, 对于无粘结预应力构件, 不应采用压花锚。

3.2 构造要求

混凝土强度是影响压花锚锚固性能的重要因素, 混凝土强度越高, 锚固性能越好, 因此张拉前混凝土强度等级不应小于C25;对于压花锚处的混凝土建议采用粒径不大于20mm的石子拌制;为提高压花锚四周混凝土的抗裂强度, 在压花头附近须配置构造钢筋;对成束布置的多根钢绞线压花锚, 应分排埋置在混凝土内, 第一排压花锚的锚固长度, 对φs15.2钢绞线不应小于950mm, 第二排与第一排距离不应小于300mm。

3.3 设计强度取值

由实验数据可知, 压花锚末端裸露段钢绞线的极限承载力与非裸露段相比, 相差小于5%, 满足相关标准的要求。因此设计时, 对于压花锚末端裸露段钢绞线的设计强度, 可以根据设计规范中所列的相应强度取值计算。

参考文献

[1]和四勋.预应力混凝土用钢绞线压花锚固试验研究及在工程中的应用[J].建筑施工, 1996 (3) .

[2]郑文忠, 祝庆俊.对预应力钢绞线压花锚具性能的研究[J].哈尔滨建筑大学学报, 1997 (1) .

[3]李文利, 柴文革.预应力混凝土压花锚具力学性能试验研究[J].建筑科技情报2002 (2) .

[4]冯蕾.双压花锚具的试验研究[J].工业建筑, 2005 (3) .

[5]中国建筑科学研究院.GB50010-2002混凝土结构设计规范[S].北京:中国建筑工业出版社.2004.

[6]中国建筑科学研究院.GB50011-2001建筑抗震设计规范 (2008年版) [S].北京:中国建筑工业出版社, 2008.

预应力筋应力篇6

1 竖向预应力损失的分析

对于箱梁构件而言, 其竖向预应力损失是由孔道摩擦引起的损失、锚具变形、钢筋回缩和锚垫板下砼压缩引起的损失、砼的弹性压缩引起的损失以及温度变形、收缩徐变等引起的应力损失。

1.1 孔道摩擦损失

箱梁中的竖向预应力筋与纵向预应力钢束是有所区别的, 竖向预应力粗钢筋长度较短, 且为直线布置, 因此, 它与管道壁之间的摩擦引起的损失不大, 以某桥为例, 预应力钢筋长度以3.5m计, 其摩擦引起的损失为:

如果孔道没有砂浆堵塞, 该损失值较小, 仅占损失的8‰左右。

1.2 竖向预应力筋锚固时回缩和锚垫板下砼回缩的损失

竖向预应力筋的拉力通过锚具传递到砼上, 在传力过程中, 锚具的各个部件都有应力并引起变形, 根据竖向预应力筋张拉端螺母在锚固前是否拧紧情况, 存在竖向预应力筋的回缩变形, 竖向预应力筋锚固后, 锚垫板将竖向预应力传至其下的砼上, 如果锚垫板下的砼不是很密实, 将存在锚垫板下砼回缩现象, 如果这两种回缩变形值按3mm考虑, 其预应力损失 (3.5m长的竖向预应力筋) 为:

占设计张拉应力的27.3%, 预应力筋越短, 这种回缩变形引起的预应力损失越严重。

1.3 砼弹性压缩、温度等引起的竖向预应力筋的损失

箱梁腹板上的竖向预应力筋较多, 一般均采用分批张拉, 将造成预应力筋产生弹性压缩损失。文献[2]研究表明能够引起砼弹性压缩损失的预应力筋, 其范围仅限于相邻1排、前后共1.0m~1.5m以内的预应力筋张拉, 该损失很小, 仅占设计张拉应力的1%左右。

1.4 钢筋应力松弛损失

按照文献[3]中的相关规定:对预应力钢筋, 仅在传力锚固时钢筋应力σp≥0.5fpk的情况下, 才考虑由于钢筋松弛引起的应力损失。按照要求, 还应考虑砼收缩徐变引起的损失, 限于篇幅, 可参考纵向预应力的砼收缩徐引起的损失。

根据上述理论分析和工程实践情况看, 竖向预应力损失主要是由竖向预应力筋在锚固时回缩变形引起的。孔道摩擦、砼弹性压缩、温度等也会造成竖向预应力损失, 但损失的量较小;因此, 在工程实践中, 要高度重视张拉锚固时应将螺母拧紧, 锚垫板预埋位置应准确, 不得倾斜, 锚垫板下的砼一定要密实。而对竖向预应力筋进行二次张拉即在预应力筋灌浆前进行补偿张拉是减小这一损失的最有效措施之一。

2 箱梁竖向预应力筋设计和施工存在的不足及其对策

2.1 目前箱梁竖向预应力筋的设计

早期的箱梁腹板中没有设置竖向预应力筋, 主要是当时设计的跨径较小与认识的不足等原因造成的。而现在施工图设计, 在墩顶附近的箱梁腹板布置双排, 向跨中方向布置成单排, 间距50cm~80cm。

竖向预应力筋的施工工艺, 按照类似于纵向预应力钢束施工方法, 将预应力钢筋一端固结在箱梁底, 另一端露出箱梁顶面, 待箱梁悬浇段的纵向预应力钢筋张拉完成后, 开始张拉竖向预应力筋, 然后进行压浆。

2.2 目前箱梁竖向预应力筋设计和施工存在的不足及其对策

根据上述的箱梁竖向预应力筋设计情况, 通过大量的工程实践, 存在以下不足之处。

(1) 箱梁竖向预应力筋间距过大, 致使竖向预应力筋之间存在间隔性的应力“空白区”。

竖向预应力是通过锚垫板把应力传给砼, 使砼产生压应力, 但其有效作用范围是有限的。研究表明, 竖向预应力筋间距不宜超过50cm, 否则, 将出现竖向预应力筋之间存在间隔性的应力“空白区”, 规范规定竖向预应力筋间距为50cm~100cm, 在设计时建议采用规范规定的低限值。

(2) 竖向预应力筋张拉顺序没有明确规定, 致使腹板压应力分布可能出现不均匀现象。

规范[1]对于竖向预应力筋的张拉顺序没有明确的规定, 大部分箱梁设计文件也没有涉及到竖向预应力筋的张拉顺序, 造成施工单位对竖向预应力张拉带有明显的随意性。为确保腹板竖向压应力均匀, 竖向预应力筋的张拉与悬臂施工不能同步, 必须采用滞后张拉。但这种张拉会影响未张拉梁段的主拉应力, 在设计时应予以考虑可适当加强防裂钢筋的设置。

(3) 竖向预应力筋孔道漏浆, 造成压浆管被堵实, 致使压浆不密实或孔道积水。

由于竖向预应力筋成孔是采用金属波纹管, 其两端与锚垫板直接接触, 没有很好地密封与固定。砼中的浆体将从金属波纹管两端漏入孔道中, 出现漏浆现象。如果压浆管被堵实后, 雨水以及砼养生的水沿孔道上端凹槽渗入孔道, 造成孔道积水, 这样就影响压浆, 还可能造成孔道波纹管及竖向预应力筋的锈蚀, 对竖向预应力筋施工质量极为不利。

3 结语

为尽可能避免预应力砼变截面连续箱梁在施工及运营期间因为竖向预应力损失过大而造成腹板出现斜裂缝。疏港航道桥梁建设期间, 就十分重视这方面的工作, 一方面要求设计单位不断完善竖向预应力筋设计, 另一方面要求施工单位更加严格地进行预应力筋的施工。

(1) 竖向预应力筋设置间距不宜过大, 应避免出现应力“空白区”。 (2) 竖向预应力筋孔道设计时应考虑波纹管与两端锚垫板密封, 避免孔道漏浆和积水。 (3) 应要求竖向预应力筋必须进行复拉, 并明确复拉时间间隔。 (4) 竖向预应力筋孔道必须设置压浆管和出浆管。 (5) 高度重视锚垫板预埋的位置准确性, 应与竖向预应力筋垂直, 并保证锚垫板下的砼密实。 (6) 竖向预应力筋上端多余长度必须采用砂轮切割, 避免由于温度造成预应力损失过大。

通过以上措施的落实, 将进一步提高疏港航道桥梁的工程质量和耐久性, 为今后同类型桥梁建设提供宝贵经验。

参考文献

[1]JTG D62—2004, 公路钢筋混凝土及顶应力混凝土桥涵设计规范[S].人民交通出版社, 2004.

[2]汪剑, 等.预应力混凝土箱梁桥竖向预应力损失的理论分析与试验研究[D].第17届全国桥梁学术会议论文集, 2006.

预应力筋张拉预防措施或控制措施篇7

淮海路盐河大桥位于淮阴区淮海路上, 其设计等级为城市-A级, 且桥梁跨越盐河, 为双幅构造的矮塔斜拉桥, 桥跨布置为2×20m现浇箱梁+ (47.15+80+47.15) m的矮塔斜拉桥+2×20m现浇箱梁, 桥梁全长257.96m, 桥面总宽为46.6m。预应力筋张拉问题在工程中至关重要, 特别是桥梁的跨度较大, 双幅构造, 要特别注意工程中的波纹管漏浆问题, 尽可能避免钢绞线的铸固过死, 保证张拉力的正确循序, 并符合起拱度的标准, 伸长量符合要求;因此, 我们需要从预应力拉张过程入手, 按照设计张拉值, 采用预应力筋张拉力为主, 伸长量作为校核的双控技术等, 运用这种方法发挥预应力的最大效用。下面我们就从预应力张拉时易出现的问题入手, 结合实例, 提出相应的预防措施。

2 预应力张拉时出现的问题及原因

2.1 波纹管孔道的漏浆问题

波纹管孔道的漏浆问题是比较常见的预应力问题, 漏浆会减少孔道的截面积, 使磨阻值增大, 严重时甚至会产生孔道的堵塞, 使穿束工作不能正常进行, 或者根本无法进行。

问题产生的原因分析:

(1) 波纹管的使用前没有做环刚度和柔韧性等指标检测, 质量不合格等;管道在使用过程中出现了的孔洞或弯曲出现的裂缝; (2) 前一个块件完成后, 后一个块件绑扎钢筋时破坏了预留的波文管, 造成了波纹管开裂;或者是波纹管的接头处密封不严实; (3) 在锚垫板的孔口处, 封堵不严密, 造成了管孔道的漏浆问题; (4) 浇筑混凝土过程中, 波纹管受到振捣棒击打而破坏。

2.2 孔道内的钢绞线固定太死, 不可以达到自由窜动的目的

孔道的钢绞线在某个局部位置被固定, 在张拉过程中虽然可以产生松动, 但同时会产生比较大的摩阻值, 甚至会造成无法张拉, 使得孔道的整体结构发生变化, 所能承载的张拉力收到影响。

问题产生的原因分析:

波纹管在施工过程中被破坏有孔洞, 钢绞线在浇筑混凝土之前穿, 浇筑混凝土时浆液流入波纹管, 如果不能及时窜动钢绞线, 就会造成钢绞线的铸固。或者钢绞线即使在浇筑混凝土后穿, 但是浆液进入波纹管, 导致管道截面积减少, 钢绞线穿不进波纹管的现象。

2.3 混乱的张拉顺序

混乱的张拉顺序会导致钢绞线的预应力调整不灵活, 从而带来应力的集中和骤增;块件受力不均衡, 容易产生变形、开裂情况;

问题产生的原因分析:

技术员对图纸不熟悉, 项目部没有对张拉操作人员进行技术交底, 操作人员缺乏经验, 没有按照设计或者方案的要求进行拉张。

2.4 起拱度的超标问题

起拱度一旦超标, 是会加大桥面找平层或铺装层的厚度的, 厚度的加大会使得整体的桥面自重加大, 降低桥梁原有的承载力。

问题产生的原因分析:

(1) 预应力筋张拉由于起拱度的超标, 使得砼强度不能够达到设计之初的规定数值; (2) 预应力的施加值不符合标准, 超出标准数值或者不能达到数值要求; (3) 混乱的张拉顺序导致起拱度的超标; (4) 起拱度超标还有可能是施工自身的原因造成的, 预拱度没有达到设计的标准, 使得构件本身就不能达标。

3 预应力筋张拉问题的预防与控制措施

3.1 波纹管孔道漏浆问题的预防与控制措施:

(1) 波纹管的质量检测符合设计要求, 选用合格的波纹管; (2) 管道与接头处接口套管要匹配, 套管缝隙之间可以用胶带严实密封;预留的波纹管用内衬管固定, 在施工过程加强保护; (3) 在混凝土的浇筑过程中, 注意锚垫板孔口的检查; (4) 在波纹管中穿塑料内衬管, 混凝土浇筑完初凝后及时抽动内衬管, 保持波纹管保持畅通; (5) 一旦孔道的堵塞发生, 又无法穿述时, 应当首先解决构件表面的堵孔, 运用开凿术, 重新成孔, 如遇到孔道深层的堵孔, 要与设计人员及时沟通, 就堵孔问题作出相应的工程整修, 必要时启用备用孔。

3.2 钢绞线铸固过死问题的预防与控制措施

(1) 在进行混凝土的浇筑之前, 要仔细检查好波纹管的质量, 尽可能地避免混凝土浆液泄漏的可能; (2) 在进行混凝土的浇筑过程中, 要随时窜动钢束, 使钢束不会因为可能的浆液泄漏带来的钢束铸固; (3) 张拉可以先进行试验, 一但发现松动, 需要继续张拉, 从而根据磨阻值的测定结果, 进行相应的调整; (4) 严重的钢束铸固现象发生时, 应按照不同的情况进行调整。对于件近外表层处的铸固情况, 可以采用开凿术, 待铸固现象解决后, 再进行张拉的试验, 而对于比较深层次的铸固现象, 要考虑此束报废。

3.3 张拉顺序混乱问题的预防与控制措施

(1) 项目部对张拉作业制定指导书, 对操作人员进行技术交底; (2) 张拉作业人员要持证上岗, 按照图纸要求进行张拉;根据现场的施工情况, 分阶段、分批次地进行, 设立张拉台帐, 设置严格的张拉顺序, 并对工程顺序进行监督。

3.4 起拱度超标问题的预防与控制措施

(1) 在做混凝土的配合试配时, 需要考虑预应力对强度和弹性模量的影响, 在混凝土浇筑后, 在龄期、强度和弹性模量符合设计图纸要求后方可张拉; (2) 严格按照设计的张拉控制应力来施加相应的预应力, 确保张拉力和伸长量符合技术要求。

4 施工工作人员与设备的要求

参与施工的工作人员, 不管是管理人员还是专业的技术人员, 都需要有相应的施工技术管理及经验, 最少要达到一年以上, 同时, 还要求工作人员具有专业的工作组织能力, 具有强大的解决问题的能力。具体来讲, 施工技术人员要有助理工程师以上职称或参加过预应力张拉施工技术培训, 培训要求专业, 且要达成必要的课时要求, 并进行定期的考核与技能评定。

5 结语

综上所述, 本文从预应力筋张拉力的控制问题入手, 着重围绕预应力张拉时易出现的问题, 探讨了相应的预防措施, 并以淮海路大桥工程中的预应力筋张拉力问题为例, 简要分析其措施应用, 以期对这个问题作出有益思考。

摘要：本文结合盐河航道整治工程淮海路盐河大桥的施工, 从预应力管道预埋、钢绞线张拉和质量控制要点等方面阐述预应力钢绞线的常见问题和预防措施。

关键词：预应力筋,张拉力,常见问题,预防措施

参考文献

[1]刘颖.某混凝土连续梁变更预应力筋张拉方式的研究[J].山西建筑, 2014 (19) .

预应力筋应力篇8

关键词：砌体结构,预应力,斜拉筋,加固,试验

1 引言

我国砌体结构的建筑物量大面广,目前还有相当数量的不满足现行抗震规范的砌体结构未进行抗震加固,而在近期内这些房屋不可能全部淘汰或拆除,一旦发生类似海原、唐山那样的地震,损失将不可估量[1]。

砌体结构预应力斜拉筋斜加固技术几乎不增加原有结构重量,又有干作业,施工方便以及工期短、造价低等优点。所以,预应力斜拉筋作为一种新型的砌体结构加固技术有着广泛的应用前景。

本文以没有加固的砌体结构作为加固前的结构,经过预应力斜拉筋斜加固的砌体作为加固后的结构,把两种状态的结构进行伪静力试验对比,初步研究加固后结构的有关抗震性能的特点,供进一步研究和应用参考。

2 试验概况

2.1 试件设计

5个试件240mm厚,全部用MU10标准黏土砖,M5水泥砂浆砌筑。试件高900mm,宽600mm。在试件上下各设截面尺寸为240mm×300mm,长1200mm钢筋混凝土梁,分别作为圈梁和地梁。试件粉刷上一层薄薄石灰浆,以便观察试件的裂缝开展。试件其他设计参数见表1。

8度设防地区砌体结构圈梁的构造尺寸为240mm×240mm,为预应力钢筋的锚固准备了条件。

2.2 试验装置[2]

在竖直方向,用3个100kN千斤顶给墙体施加0.3MPa的垂直荷载,其大小恒定为64.8kN,千斤顶也限制试件在平面内的转动。在水平方向,上部圈梁位置设计2个500kN水平布置的千斤顶,以阻止试件的水平位移。至此,上端圈梁被嵌固。

试验装置自下而上依次为钢平台、滚轴、钢板、试件、钢卧梁、竖向千斤顶、压梁等,如图1所示。

1.反力架;2.反力梁;3.竖向千斤顶;4.钢卧梁;5.水平千斤顶;6.钢垫片;7.扣件;8.圈梁;9.预应力斜拉筋;10.荷载传感器;11.位移计;12.试验墙体;13.地梁;14.滚轴;15.刚性平台;16.加载千斤顶;17.刚性垫块。

2.3 加载方案

从保守的观点出发,试验采用了单循环加载方式,因为多循环加载对预应力砌体有利,对无筋砌体不利。

每个试件均先采用荷载控制,构件进入塑性状态后进行位移控制。荷载循环步距为10kN,位移控制步距1mm,持荷时间5min。加载至墙体严重开裂,不能继续持荷为止。

2.4 测量方案

1)水平位移。使用100mm电阻位移计测量。

2)钢筋应力。用布置在预应力斜拉筋上的电阻应变片测试。

3)试验荷载。由电阻式荷载传感器测试。

所有试验数据用XL2105应变仪采集。试件开裂前后逐级观察记录,并绘制裂缝出现与发展示意图。

水平方向:上部圈梁位置设计2个水平布置的千斤顶,以阻止试件顶部的水平位移。

3 试验结果与分析

3.1 耗能能力

耗能是指结构或构件在地震作用下发生塑性变形、吸收能量的能力。结构的抗震能力主要在于结构的耗能能力。构件的能量耗散能力应以荷载-变形滞回曲线所包围的面积来衡量。本文采用Jacobson所提出的等效黏滞系数来表示构件的耗能能力[3],计算方法如图2所示:

式中,SFAE、SECG为滞回曲线与X轴所包围的面积;SΔAOB、SΔCOD分别为△AOB、△COD的面积。

试件等效阻尼系数试验结果见表2。由表2可知,在相同的竖向荷载作用下,预应力斜拉筋加固的试验墙体比无筋墙的等效黏滞阻尼系数大,表明预应力斜拉筋对墙体耗能有增强作用;等效黏滞阻尼系数随着位移的增加而增加。临近破坏时,由于有预应力斜拉筋的作用,墙体的耗能不随着裂缝间骨料的咬合作用的削弱而降低。试件PW-Ⅳ由于斜拉筋的预应力值较大,使墙体表现出一定的脆性,等效黏滞阻尼系数有所下降。

从表2可知,在相同的竖向荷载作用下,预应力斜拉筋加固技术的优势在于:

1)使试件的等效黏滞阻尼系数大,即预应力斜拉筋对墙体耗能有增强作用。临近破坏时,试件仍然具有显著的耗能能力。

2)试件PW-Ⅳ由于斜拉筋的预应力值较大,结构已经表现出了一定的脆性,使得等效黏滞阻尼系数有所下降。

3.2 刚度退化曲线

试验墙体在每级循环荷载下的刚度按下式进行计算:

式中,Pi、-Pi分别表示第i次循环加载时正、反水平荷载峰值;Δi、-Δi分别表示正、反水平荷载峰值对应下的水平位移[4]。

试件在各加载段的侧向刚度及刚度退化曲线见图3。由图3可知:

1)试件刚度退化趋势大致相同。

2)试件初始刚度较大,随试件位移的增大,结构刚度开始退化,试件开裂后,结构刚度迅速下降;当试件裂缝贯通时,结构刚度基本趋于稳定。

3)试件施加预应力后,初始刚度有所提高,刚度退化相对比较缓慢,再次体现了预应力斜拉筋加固技术的优势;刚度退化随着预应力的增大而减小。即预应力斜拉筋能有效地提高墙体的水平承载力及其刚度。

3.3 延性系数

结构的延性是指结构屈服后的后期变形能力,是衡量结构变形能力及抗震性能的主要指标之一。通常用位移延性系数来表示。其计算方法就是极限位移与屈服位移比,即