锚固区混凝土范文

锚固区混凝土范文（精选7篇）

锚固区混凝土 第1篇

拉压杆模型设计方法(STM)起源于桁架理论。20世纪80年代末,德国学者Schlaich在总结了Morsch,Thuerlimann等研究成果的基础上,首次提出了较为系统完善的拉压杆模型设计方法。Schlaich,Marti,Collins and Mitchell对混凝土压杆的有效系数提出了合理的建议。自此拉压杆模型方法在全世界范围内得到了广泛的使用,并已经被AASHTO规范、CEB规范、FIP所采纳。1990年,Burdet,O.L.和Sanders,D.H.将拉压杆模型方法应用于后张预应力混凝土锚固区配筋设计,并用试验加以验证[2]。

STM方法可根据锚固区的受力特点,构建合适的拉压杆模型,并据此进行完善的局部承压验算,是一种有理论依据的设计方法,比GB 50010-2002有着更为合理的理论解释。方、赵和程对拉压杆模型用于局部承压验算进行了较为详细的论证。

文中根据拉压杆模型理论,给出后张预应力混凝土构件内部锚固区的拉压杆模型。以此模型为基础,进行配筋计算和局部承压验算,并通过试验进行验证。

1 后张预应力混凝土锚固区局部承压验算的拉压杆模型方法

1.1 锚固区的划分

将锚固区划分为LZ(Local Zone)和GZ(General Zone)两个区域[2]。局部承压验算在LZ中进行。

1.2 STM方法验算局部受压承载力

拉压杆模型方法承压验算,主要包括以下几个方面的内容[4]:

1)LZ承压板下混凝土局部承压验算,考虑螺旋筋或网片的作用。

2)LZ结点区垂直预应力钢筋方向的压杆承载力验算。

3)LZ结点—压杆(Node-strut)交界面上的压杆承载力验算。

4)LZ边界(LZ-GZ交界面)上压杆承载力验算。

以上验算都可按照Roberts所提出的受限混凝土抗压承载力公式进行。

需要指出的是:LZ承压板下混凝土局部承压验算与GB 50010-2002局部抗压承载力验算相同。但是STM方法可以对与锚具相距一段距离的位置处进行局部承压验算。

1.3 内部锚固区拉压杆模型的选择与配筋

FIP建议的内部锚固区的拉压杆模型如图1所示。

图1中,承压板尺寸a与构件高度h应满足1/9的关系,而对于a/h不符合该要求的情况FIP中则没有说明。经计算发现,如果在a=0.3h时,仍然使用FIP中建议的拉压杆模型,则会出现回拉力的拉杆“穿过”锚具的现象,这是不可能发生的,FIP建议的拉压杆模型不再适用a=0.3h的情况。因此根据有限元分析结果,提出了当a/h=0.3时的拉压杆模型,如图2所示。

配筋的计算过程如下。

1.3.1 确定拉杆位置

在得到合适的拉压杆模型之后,就可以根据模型中的几何条件把各拉杆的位置确定下来,所配的钢筋重心应在拉杆位置处。

取外尺寸为图3的内锚构件为例。按图2所示模型进行计算:由于我国规范中C40混凝土棱柱体轴心抗压强度设计值为19.5 MPa,标准值为27 MPa,立方体抗压强度标准值为40 MPa,换算成圆柱体抗压强度标准值为:f′ck=0.79×fcu=0.79×40=31.6 MPa,设计值为fc=f′ck/1.5=31.6/1.5=21 MPa。锚固区钢筋选用一级钢筋,fy=210 N/mm2。

将受压面积转换为面积相等的正方形,可取锚具宽度为70 mm,对应构件的梁高为233 mm,实际取250 mm,符合要求,承压板b=50 mm,则各拉杆的实际位置为:

1)拉杆CC′。AI=0.489h=0.489×250≈120 mm。

2)拉杆EC,E′C′。EO=E′O=0.207h=0.207×250≈50 mm。

3)拉杆FF′,GG′。它们到锚具的相对位置为FF′=GG′=0.06h=0.06×250≈15 mm。

4)拉杆EC长度为200 mm。

1.3.2 配筋计算

根据所施加的预应力荷载可计算出各拉杆中的内力,以此作为配筋依据。预应力荷载为:

则各拉杆内力及所需钢筋面积如表1所示。

具体配筋选择见图3。

1.3.3 局部承压验算

采用文献[5]和FIP规范验算a=0.1h时相同的方法,局部承压强度的验算主要包括承压板下混凝土的承载力验算、节点区压杆承载力验算、node-strut交界面压杆承载验算和local zone-general zone交界面压杆承载力计算。经过验算,这些都满足要求。

根据如图2所示的模型,通过计算和验算,设计a=0.3h时内锚区配筋如图3所示。

2 试验

2.1 试验仪器

试验中主要用到的试验仪器包括:MTS加载系统、DH3815静态应变测量系统、钢筋应变片、电铬铁、百分表、放大镜等。在进行试验之前,应检查MTS系统和应变测量系统能够正常使用。

2.2 内部锚固试件

根据有限元分析应力分布,设计内部锚固试件一个,试件尺寸如图3所示,承压板、螺旋筋按图3放置。

内锚试验主要目的是观察有限元分析中回拉力对构件的影响,验证根据STM方法配筋是否安全合理,根据前期计算结果配置钢筋,如图3所示。为了将试验机的压力传递到承压板上,在承压板上方预留圆柱形孔洞,试验时通过一传力棒(特制钢柱)将荷载传递到承压板上,模拟内锚的张拉过程。

2.3 试验过程

进行分级加载。正式加载之前进行30 kN的预加载,以使试件处于理想状态。裂缝产生之前,每级加载30 kN,裂缝产生之后,每级加载20 kN。每级加载完毕,待试件变形稳定后,观察并记录裂缝的分布情况、钢筋应变和百分表数值。本级加载与下级加载之间时间间隔一般为10 min左右。

3 试件NM试验过程与结果

内锚试验主要是为了验证根据STM方法配筋的适用性与安全性,同时观测回拉力在试验过程中的变化。试验时应特别注意9号～12号应变片随荷载增加的变化情况。

试件NM的裂缝发展情况为:当荷载增加至100 kN时,在承压板下方对称轴位置处出现2条纵向细微裂缝。当荷载增加到140 kN时,纵向裂缝向试件上下部发展,其中1条纵向裂缝一直沿斜向延伸至试件顶部,同时向试件底部发展。当荷载达到120 kN时,在试件中部出现1条横向裂缝,并向试件左右两侧延伸,当荷载达到140 kN时,横向裂缝与1条纵向裂缝汇合,形成1条贯穿试件的裂缝。此时所有裂缝宽度均在0.5 mm以内。当荷载增加到180 kN时,试件顶部的斜裂缝贯穿试件截面,承压板附近的裂缝相互交叉,试件破坏。

图4显示了试件破坏后的情况。

箍筋应变片随荷载增加的变化见图5

由图5可以看出,当荷载达到100 kN时,箍筋应变有明显的增加过程,说明此时混凝土已经开裂。试件破坏时,箍筋均达到屈服状态。

9号～12号纵向钢筋应变片的变化情况见图6。

由图6可以看出,纵向钢筋上的应变呈受压状态,随着荷载增加,压应变逐渐增大。这是由于试件内部开洞后,在加载过程中,洞周围的混凝土向洞内压缩,引起纵向钢筋受压。但当试件开裂后,钢筋的应变逐渐减小。从内锚试件有限元分析得知,由于锚具前后混凝土的应变变形不协调,会产生纵向的拉应力,导致纵向钢筋的压应力降低。

在实际预应力内锚构件中,孔洞是不存在的,如果在锚具周围没有纵向钢筋存在,纵向拉应力即回拉应力极有可能将混凝土拉裂,产生横向裂缝。因此在内锚构件中,应当布置一定数量的纵向钢筋来承担回拉应力,这也是内锚试验的主要目的,验证回拉应力对构件的影响。

4结语

1)箍筋应当在整个构件横截面范围内存在,箍筋的约束作用对提高内锚的承载力起着很大作用。

2)STM方法预测的内锚试件的极限荷载为152 kN,试验中试件极限荷载在180 kN以上,STM方法是一种偏于安全的设计方法。

3)根据STM方法设计的内锚试件,结合有限元分析和内锚试验结果,内锚试件承压板周围存在回拉应力,应当按张拉荷载的25%在锚具四周配置纵向钢筋。该纵向钢筋与预应力钢绞线距离不得大于1倍承压板尺寸,以承担回拉应力,延缓裂缝的发展。

摘要：给出了应用于后张预应力混凝土构件内部锚固区配筋设计的拉压杆模型,提出配筋设计方法并进行了试验验证,结果证明STM方法应用于预应力混凝土内部锚固区的配筋计算和局部承压验算是有效的。

关键词：预应力混凝土,锚固区,配筋,拉压杆模型

参考文献

[1]Marsch E.Uber die Berechnung der Gelenkquader[J].Beton-und-Eisen,1924(12):156-161.

[2]Burdet O L.Analysis and Design of Anchorage Zones in Post-Tensioned Concrete Bridges[D].(Ph.D.diss)University ofTexas,Austin,TX,1990.

[3]GB 50010-2002,混凝土结构设计规范[S].

[4]Sanders D H,Breen J E.Post-Tensioned Anchorage Zone withsingle straight Concentric Anchorages[J].ACI Structure Jour-nal,1997(3):146-158.

锚固区混凝土 第2篇

关键词：斜拉桥,索塔,预应力钢束,模型,锚固区,应力

1 引言

斜拉桥在世界范围内的应用从20世纪70年代开始, 90年代迅速发展, 进入21世纪后, 其跨径已经进入以前悬索桥适用的特大跨径范围, 从而广泛运用于工程建设。斜拉桥独特的传力机制、桥塔为主要的承重结构, 其上塔柱、塔索锚固区, 是把主梁内力通过斜拉索传递到主塔的关键部位。桥塔不仅要承受巨大的轴向力, 还要承受由斜拉索产生的水平力。所以强大的索力施加到塔柱上的水平分力, 光靠塔柱的普通钢筋是难以抵抗的。因此就需要在桥塔的拉索锚固区布置预应力束, 以抵抗拉索产生的拉应力[1,2]。

目前国内的塔柱锚固区预应力束布置, 多采用U形 (环形) 预应力布置[3], 本工程采用井字形预应力钢束布置。

2 工程概况

南平闽江八仙大桥是跨越闽江的一座大桥, 设计采用双塔双索面三跨预应力混凝土斜拉桥, 跨径为45m+160m+272m+130m。连接道路为城市主干道II级, 设计行车速度40km/h, 主桥按双向四车道设计, 设计荷载为城-A, 设计洪水频率为1/100, 通航标准为内河IV (3) 级航道, 通航水位按10年一遇洪水位, 抗震设防标准为6°。主梁采用双边梁混凝土截面, 宽24.2m, 高2.8m。主塔采用C50混凝土桥塔, 改良型H形结构。拉索采用平行双索面, 塔柱每侧各设21对拉索, 全桥共设168根拉索。斜拉索塔界面采用箱形断面, 外形尺寸6.5m×3.5m, 侧壁厚0.6m, 锚固区塔壁厚1.2m, 索距取1.5m, 见图2、图3。本工程桥塔采用井字形预应力钢束布置, 如图4所示。

3 结构形式与计算模型

本文取用的计算节段桥塔构造图尺寸如图2所示, 桥塔预应力布置形式如图4所示, 采用成桥运营状态, 从塔顶自上而下取三对拉索进行计算, 考虑到模型纵向近似对称, 取用1/2结构作为计算模型。

3.1 有限元模型

由于塔顶斜拉索的索力最大并且水平倾角最小, 水平分力最大, 因此取塔的最上一段作为研究对象。以通用有限元分析软件ANSYS为计算平台, 进行结构离散, 混凝土采用八节点三维混凝土实体单元SOLID65, 混凝土弹性模量取35000MPa, 容重取26k N/m3, 泊松比为0.167;井字形JL预应力钢束采用空间杆单元LINK8模拟。视整个结构体为均质弹性体, 未考虑普通钢筋和钢骨架的影响。建模采取较为精确的细节处理, 考虑锚固齿块及拉索孔道损失以及考虑预应力筋的空间位置变化。网格划分采用网格扫掠模式和自由模式相结合, 节段共离散为1512个Link8单元, 48341个8节点块体单元, 如图5所示。图中总体坐标系规定为:X轴为横桥向, Y轴为纵桥向, Z轴为竖直向上。

3.2 边界条件处理

对称面和节段底分别约束其X向和Y向的位移约束, 节段底约束其各个方向位移及转角。

3.3 荷载处理

顺桥向预应力。本次预应力模拟采用钢筋初应变来实现, 钢束预应力损失比例取50%, 即为0.5×0.9×785×106=353.3MPa, 则初应变为ε=353.3MPa/ (2.0×105MPa) =0.001766

横桥向预应力。由于本次配置预应力索密集原因, 在模型中很难建立横向预应力束, 因此采用集中面力作用于横向预应力位置, 应力大小为0.9×0.5×π×0.0322/4×785×106/0.03=9.47×106Pa。

斜拉索索力由空间有限元程序MIDAS进行计算, 索力取均值为6500k N, 按照面荷载作用于锚固片上, 方向为垂直于锚固片。

4 力学分析

根据建立的有限元模型和边界条件处理及荷载处理, 对桥塔进行空间弹性有限元分析。取纵桥向中心轴剖面和横桥向剖面, 计算结果应力云如图6所示。

由图6可见, 在预应力钢束作用下, 塔纵桥向正截面处所产生的正应力σy, 自上而下出现一个间隔的大小变化过程, 在模型的中间段出现的较大的正应力, 为0.36MPa拉应力。在图6下方可以看到有较大的压应力出现, 根据圣维南定理考虑边界条件及应力传递过程, 变阶段应力分布认为是不准确的, 而在本图上部的3/4部分, 应力分布较均匀, 正常地表现出结构的应力分布。

由图7可看出, 在预应力钢束及索力等共同作用下, 塔横桥向方向中心轴截面处, 出现了较大的变化的正应力分布, 应力变化相对较明显。在索锚固块, 出现了拉压交替变化的应力分布。而在第一个Z方向的第一个拉索锚固块处的上缘, 出现了局部较大拉应力作用, 为1.17MPa, 下缘处出现了更大的压应力作用, 为3.28MPa作用。而塔体外侧, 在横向预应力作用下, 表现出为压应力状态。图7中右下端出现的局部范围内的拉应力, 完全是由于结构模型模拟边界条件造成, 因此可以忽略不计。其余部分基本真实反应应力分布。

5 结论和建议

从以上计算结果分析, 可以得出以下结论和建议:

⑴斜拉桥预应力箱形索塔锚固区的受力状态十分复杂, 必须通过精确的空间分析, 特别是对索孔、预应力效应等须做细致的模拟, 方能准确掌握它的受力分布。

⑵在预应力索力等作用下, 塔柱纵桥向方向中心轴截面处基本出于拉应力状态, 拉应力最大基本结果为0.35MPa, 满足小于2MPa的条件, 预应力的配置基本能满足混凝土塔柱的受力状况。

⑶在预应力索力等作用下, 塔柱横桥向方向中心轴截面处剖面出现较为复杂的应力分布, 在索塔锚固区出现应力集中, 特别是在索孔锚固块区的上缘, 出现较大的局部拉应力作用, 为1.17MPa, 下缘出现较大的拉应力作用为3.28MPa, 建议在索塔锚固区通过配置适当的构造钢筋, 配置局部加强钢筋是很有必要的。另外, 索塔横桥向剖面应力分布大部分以压应力为主, 可以考虑适当调整横向预应力根数, 以适当提高混凝土利用效率。

参考文献

[1]严国敏.斜拉桥[M].成都:西南交通大学出版社.1994.

[2]林元培.斜拉桥[M].北京:人民交通出版社.1995.

矮塔斜拉桥索塔锚固区局部受力性能 第3篇

矮塔斜拉桥由于兼具斜拉桥受力好及连续梁刚度大的优势,近年来应用逐渐增多,为适应我国经济发展对交通事业的新需求,矮塔斜拉桥逐渐向大跨径、超宽体系方向发展,对该类桥型的设计提出挑战。

在矮塔斜拉桥跨能及承载能力提升的同时,作为主体受力构件之一的桥塔将承担更大的荷载效应,其局部受力性能需得到充分研究验证,本文以江肇高速公路西江大桥为工程背景,进行柱式双排跨越式鞍座桥塔锚固区受力性能的研究工作,为桥塔局部设计提供借鉴。

1 研究背景

西江大桥为四塔五跨单索面矮塔斜拉桥,主跨为(128+3×210+128)m,采用墩、塔、梁固结刚构体系,该桥是典型多塔宽幅单索面矮塔斜拉桥(见图1)。

主塔为独柱式钢筋混凝土结构,截面为八边形,并在顺桥向塔中刻深0.1 m宽0.7 m的景观饰条。主塔高度为30.5 m(含索顶以上4 m装饰段),主塔截面等宽段顺桥向厚为5 m,横桥向宽2.5 m;塔底5 m范围,顺桥向厚为5 m,横桥向宽由2.5 m渐变到3.1 m。

斜拉索采用Фs15.2 mm填充型环氧涂层钢绞线斜拉索,标准强度为1 860 MPa,斜拉索规格分别为43-Фs15.2和55-Фs15.2,采用钢绞线拉索群锚体系。斜拉索为单索面双排索,布置在主梁的中央分隔带处。塔根两侧无索区长64 m,边跨无索区长32 m,中跨无索区长18 m,梁上索距4.0 m,塔上索距0.8 m,一个桥塔上布置2×16束斜拉索,鞍座半径为0.65 m,斜拉索在塔上采用分丝管结构锚固。桥塔及锚固区构造见图2。

2 模型与工况

2.1 精细模型

采用大型有限元分析软件Ansys对模型进行受力分析。用Ansys建成的索塔三维实体有限元模型,混凝土塔柱采用Solid45单元模拟,鞍座通过布尔减运算得到。考虑到计算规模,从塔底到12.5 m高的塔段以70 cm控制单元大小,12.5 m到塔顶的锚固区段以20 cm控制单元大小。桥塔模型与鞍座孔内模型如图3所示。

2.2 计算工况

鞍座局部受力分析分别考虑极限受力工况以及换索工况,提取相应索力进行计算,拉索更换以更换S1进行计算。极限索力取值见图4。

2.3 约束与加载方式

将塔底约束所有自由度作为边界条件。索鞍式锚固区中斜拉索绕过塔柱,并且该锚固区中的斜拉索索力通过鞍座锚体传到塔柱上,会在鞍座锚体与混凝土塔柱接触的圆弧面上产生较大的压应力。建立有限元模型分析时,需要将桥塔锚索区的斜拉索索力等效施加在斜置鞍座锚索与混凝土塔柱的接触面上。

忽略索的自重和摩擦效应的影响,拉索承受拉力和锚固区塔柱的支持力,所以拉索仅承受塔柱的支持力q,这个支持力便可等效的施加在斜置鞍座锚索与混凝土塔柱的接触面上。此时可把问题简化为如图5所示,斜拉索绕过半径已知的混凝土塔柱,并在拉索两端施加张拉力N,塔柱对拉索的支持力q=N/R。

3 极限状态计算结果

3.1 顺桥向正应力分析

索塔锚固区顺桥向基本上处于受压状态,顺桥向最大拉应力为1.85 MPa。顺桥向最大压应力为2.74 MPa。总体应力分布、变化较均匀。在鞍座锚体与混凝土塔柱接触的圆弧面上会产生较大的压应力,这和荷载施加的假设一致。S1~S16号索鞍下混凝土压应力水平的变化趋势为:从底部到顶部逐渐增大。索塔顶部鞍下混凝土圆弧段压应力水平在1 MPa~2.5 MPa,在圆弧段的边缘,有较小的压应力集中。锚固区底部鞍下混凝土,其上部受压,压应力水平在0.6 MPa~1.2 MPa,下部受拉,拉应力水平在0.3 MPa左右。与圆弧段相接的直线段,有0.3 MPa的拉应力,靠近圆弧段的边缘有拉应力集中,峰值达1.85 MPa。

3.2 主拉应力分析

索塔锚固区主拉应力分布如图6所示。从主拉应力图可知,整个索塔锚固从总体上看处于受压状态,主拉应力为负值。但局部某些区域,主拉应力最大数值达到了5.08 MPa,但作用区域极小,应力很快扩散,这可能和实体模型及其加载有关。但大部分区域的最大主拉应力值在1.65 MPa左右。从局部看主拉应力主要出现在鞍下混凝土的最下缘,即相邻下部鞍座的上缘。锚固区主拉应力从上到下,逐渐增大。锚固区顶部鞍下混凝土拉应力水平在0.3 MPa左右。底部鞍下混凝土拉应力水平在1 MPa~2.3 MPa。在直线段下部最边缘,有拉应力集中现象,峰值达5 MPa。

3.3 主压应力分析

主压应力在全锚固区总体上从上到下依次增大,最大主压应力为24.1 MPa,在最下端的S1号拉索处。大部分区域主压应力在5 MPa~15 MPa。无明显应力集中区域。从局部上看,锚固区顶部鞍下混凝土总体主压应力状态在3 MPa~5 MPa左右,与鞍座直接接触的圆弧段局部主压应力在5 MPa~10 MPa。底部鞍下混凝土主压应力明显增大,达7 MPa~15 MPa。

4 换索状况的索塔锚固区响应特性

4.1 顺桥向正应力分析

索塔锚固区顺桥向基本上处于受压状态,顺桥向最大拉应力为1.87 MPa。顺桥向最大压应力为2.74 MPa。与前面最不利状态的应力水平相比,总体上各部分应力状态相似,数值上差别很小,局部的应力变化也几乎相同,可见该换索工况对索塔锚固区的总体的受力性能影响很小。在S1号索的鞍座处,其鞍下混凝土出现了0.9 MPa左右的拉应力,而在最不利状态下,鞍下混凝土受的是0.7 MPa的压应力,这是横桥向不平衡的索力引起的。

4.2 主拉应力分析

索塔锚固区主拉应力分布见图7。从主拉应力图可知,索塔整体上受压。

但是在下端的局部很小区域,主拉应力最大数值达到了5.01 MPa。在鞍下混凝土最下缘,受到最大的主拉应力。从总体上看,主拉应力状况和最不利状态基本上一致。但S1号索鞍下混凝土的上缘,原来拉应力为0.3 MPa左右,现在主拉应力增加到2 MPa~3 MPa,这个影响不能忽略,它是由于横桥向不平衡的索力产生的。

4.3 主压应力分析

最大主压应力为23.9 MPa,整体应力状态和最不利状态相似。S1号索的鞍座处,主压应力从原来的13 MPa降低到10 MPa左右。

5 结语

通过对实体有限元模型的正常使用最不利工况和换索工况的分析发现。索塔锚固区整体处于受压状态。鞍下混凝土总体受力类似于拱形受弯梁的状态。其上缘压应力较大,主压应力在5 MPa~15 MPa,且从锚固区顶部到底部,主压应力水平逐渐增大。下缘会出现有0.3 MPa~2.3 MPa的主拉应力,且从锚固区顶部到底部,主拉应力水平逐渐增大。可见最下端S1号索处,其应力状态最不利。

在锚固区顶端鞍下混凝土圆弧段边缘,有小范围压应力集中,在锚固区底部鞍下混凝土直线段端部,有小范围拉应力集中。

换索状态与前面正常使用最不利状态的整体应力水平相比,总体上差别很小。但是对于被换索处的鞍下混凝土,由于横桥向的不平衡力,其拉应力水平增加,且不可忽略,正应力从0.7 MPa的压应力变为0.9 MPa拉应力;主拉应力由0.3 MPa增加到2 MPa;主压应力从13 MPa降到10 MPa,应做好处理。由此可见该换索工况对索塔锚固区整体的受力性能影响很小,但会对换索的局部产生影响。

摘要：以江肇高速公路西江大桥为背景,研究柱式双排跨越式鞍座桥塔锚固区在最不利索力作用及换索工况下的局部受力特性,通过精细有限元理论分析,得出了其局部受力特性,为鞍座孔位布置、局部加筋设计提供借鉴。

关键词：矮塔斜拉桥,桥塔,锚固区,应力,有限元

参考文献

[1]刘钊,孟少平,臧华,等.矮塔斜拉桥索鞍区模型试验及设计探讨[J].东南大学学报,2007(3):291-295.

[2]张海文.矮塔斜拉桥索鞍局部混凝土应力分析[D].成都:西南交通大学硕士学位论文,2008.

[3]官润荣,张俊平,刘爱荣,等.部分斜拉桥主塔鞍座节段模型试验研究[J].广州大学学报,2005(10):449-453.

[4]蔡晓明,张立明,何欢.矮塔斜拉桥索鞍受力分析[J].公路交通科技,2006(3):53-59.

锚固区混凝土 第4篇

某特大桥位于广州新洲—化龙快速路上, 主桥采用双塔单索面斜拉桥, 主梁以上索塔高87.2 m, 共布置26对斜拉索, 主桥跨径组合为64 m+140 m+350 m+140 m+64 m。该桥的索塔截面形式比较新颖, 采用“日”字形截面, 长边 (纵桥向) 长9.2 m, 短边 (横桥向) 长4.8 m, 布索区长边中部4.0 m区域设置拱弧, 拱弧分双层逐层向内挖空形成开口区。另外, 该桥索塔的预应力筋布置方式也很独特, 仅在索塔纵桥向布置直线形式预应力筋, 以此来抵抗斜拉索的水平分力。对于这种新颖的索塔截面以及预应力筋布置方式, 锚固区的受力是否能够满足设计要求, 关系到整个桥塔的耐久性和安全性。笔者采用通用有限元软件ANSYS对索塔节段建立模型, 分析了其在张拉预应力工况、运营最不利工况下的应力分布情况, 并得出了一些有益的结论。

2 模型的建立

2.1 索塔节段的选取

要将整个索塔建立有限元模型来进行精细分析是非常困难的, 因为这会使得模型单元数量划分过多, 导致计算机无法完成计算, 所以只能选取最具代表性的节段来进行分析。该桥斜拉索索力从下往上依次递增, 纵向水平倾角从下往上递减, 因此位于索塔最顶端的一对拉索 (26号斜拉索) 是索塔结构受力的最不利节段, 因而也是最值得关注的节段。笔者共计算了两个模型, 第一个是包含索塔最上端3个拉索节段的模型 (从24号～26号拉索节段, 共7 m) , 另一个是包含8个拉索节段的模型 (从19号～26号拉索节段, 共20 m) , 其中第一个模型完全按照设计图纸进行建模, 第二个模型进行了一定的简化以减少单元划分数量, 两个模型的边界条件为底部全部固结。计算结果显示, 两个模型其应力大小误差在5%以内 (都以最顶端的拉索节段为研究对象) , 也就是说下部索塔节段对顶端第26号拉索节段的受力情况影响很小, 根据圣维南原理, 20 m以下索塔节段对顶端索塔节段的影响更加微小, 可见, 对于所关心的第26号拉索节段的受力情况, 只需分析第一个模型即可, 而不必将整个索塔建立模型进行计算。本文都是以第一个模型的计算结果来进行分析的。

2.2 相关参数的选取

考虑到索塔截面比较复杂, 建模时采用Solid187单元来进行网格划分。Solid187单元是带中间节点的四面体单元, 能够对复杂结构进行单元划分而不会产生过多的畸变单元, 且计算精度非常高。在模型中没有考虑普通钢筋的影响, 且认为结构处于线弹性工作状态。混凝土的弹性模量、泊松比以及容重根据设计值分别取3.55×104 MPa, 0.167和25 000 N/m3。由于模型中的预应力筋是直线形式, 因此采用在预应力锚垫板上施加面载来模拟预应力的效果, 斜拉索索力同样采用施加面载来模拟。

3 计算结果分析

计算了模型在张拉预应力工况以及运营最不利工况下的受力情况, 并对26号拉索节段的锚固齿块附近一些关键区域和截面的应力分布情况进行了分析。

3.1 张拉预应力工况

模型中共16根预应力筋 (沿竖向共8排, 每排两根) , 每根设计张拉力4 296.6 kN。图1, 图2分别是施加预应力后1—1截面的变形图和纵桥向应力云图。从图1, 图2中可以看出, 预应力锚固区混凝土向模型内部变形, 该部位 (图2中A区域) 压应力超过了6 MPa, 且往模型内部迅速扩散, 其中腹板和圆弧段塔壁内侧压应力达到了5.5 MPa (图2中B区域) , 圆弧段塔壁在巨大的压力作用下则向外拱起。

图3, 图4分别是锚固齿块附近和2—2截面第一主应力云图, 从图3, 图4中可以看出, 在整个截面上主拉应力基本都小于1.5 MPa (见图4) , 只是在一些截面突变的地方出现较大的拉应力, 其中齿块下部区域达到3.5 MPa (图3中A区域) , 齿块与塔壁相交处最大达到5 MPa (图3中C区域) 。这部分区域拉应力较大是因为圆弧段塔壁向外变形受到齿块的约束所引起的。

3.2运营最不利工况

运营最不利工况下最大单根索力7 150 kN, 此时模型受到预应力和斜拉索索力的共同作用。在斜拉索索力作用下, 腹板和圆弧段塔壁内侧压应力减小至3 MPa, 但整个截面仍处于受压的状态, 可见预应力筋基本上抵消了斜拉索的水平分力。整个截面上的主拉应力基本都小于2 MPa, 满足设计要求。在斜拉索锚垫板附近则出现了很大的拉应力, 这属于应力集中现象, 在有限元计算分析中, 这种现象是不可避免的, 在实际结构当中由于有锚下钢筋的作用, 拉应力会大大减小, 即便如此, 在锚固齿块附近如塔壁内侧倒角处这些截面突变区域是受力的薄弱环节, 值得重点关注。

4 结语

从以上的有限元分析结果可以看出, 预应力的作用通过两边锚固端的大块混凝土传递到中间的腹板和圆弧段塔壁上, 能够很好的抵消斜拉索巨大的水平分力。整个截面的主拉应力基本都控制在2 MPa以内, 满足设计要求, 这种新式的索塔截面和预应力筋布置方式是比较合理的, 但是在锚固齿块附近一些截面突变的区域 (如锚固齿块和塔壁相交处以及塔壁内侧倒角的地方) 会存在较大的拉应力, 是值得重点关注的地方, 应当对这些区域的普通钢筋适当加密布置, 以防止开裂从而影响索塔的耐久性和安全性。

摘要：采用通用有限元软件ANSYS对某大跨度斜拉桥索塔锚固区节段建立有限元模型, 对索塔的受力情况进行了细致的分析, 得出了一些有益的结论, 对斜拉桥索塔锚固区的设计和施工具有一定的指导意义。

关键词：斜拉桥,索塔锚固区,有限元分析,直线预应力筋

参考文献

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锚固区混凝土 第5篇

关键词：光纤光栅传感器,植入式,缆索索力,锚固区

0 引言

缆索作为大桥的承力部件,大桥的线型、内力分布、荷载、失效乃至桥梁结构整体安全都会集中表现在缆索的受力上。其对于保障桥梁安全与可靠运行非常重要。为便于掌握缆索自身以及全桥的结构安全与营运状态,及时发现事故先兆,防止突发性事故发生,必须对缆索索力进行监测[1,2]。工程上,各种光纤光栅传感器缆索索力测量的方法被提出[3,4]。但是,由于光纤光栅易折断,易碎,纤细,使光纤光栅传感器封装技术变得尤为复杂。且在多种测量方法中,光纤光栅传感器暴露在缆索外部,其存活率无法得到保证。光纤光栅智能筋解决了光纤光栅的存活率问题[5],但存在缆索破坏应变极限值超过光纤光栅测量应变最大值的危险。因此有必要对光纤光栅缆索索力的测量技术进行深入研究,以便找到一种既能有效保护光纤光栅、又能解决光纤光栅在缆索索力测量时的超量程问题的途径。

1 缆索特性分析

缆索可简化为缆索索身、缆索锚头两部分,如图1所示。其中缆索索身是由多根钢丝平行并拢、扭绞,外加防水、防腐外套(PE)而成,如图1(A-A)。

目前国内常采用冷铸锚法制作缆索锚头,即将缆索的钢丝在其端部用分丝板散开、套入用锥形钢质套筒套(锚杯),如图1(B-B),然后灌入改性环氧料,经高温固化后使锚杯与钢丝合为一体,如图2所示。

缆索拉伸应变沿其轴线方向如图3[6]。缆索索身部分的拉伸应变保持恒定不变,而锚头部分应变趋近于指数衰减函数,且在锚固深度为h处的轴向应变为[7]

其中:σ0为锚固区起始端应力,a为与钢丝材料、锚固工艺、锚固材料相关的应力衰减系数数,h为锚固深度,如图2。由图3可知,只要将应变传感器的安装位置由索身部分移至锚头内的一定深度,传感器超量程的问题就迎刃而解。

2 植入式光纤光栅应变传感器设计

2.1 传感器封装结构设计

将传感器安装至锚头内部之后,缆索制造过程中传感器将承受的振动、冲击、高温问题更加突出,保证纤细、易脆的光纤光栅传感器的存活率更加困难。为此采用与锚固区填料相匹配的碳纤维增强复合材料,将光纤光栅包裹于其中,形成一只外部结构与缆索钢丝一致、呈圆柱型的植入式传感器,其结构示意如图4所示。这样当锚头填充填料、捣实,以及环氧固化时的冲击、振动、高温都被此植入式光纤光栅外部的碳纤维增强复合材料保护层吸收,达到提高存活率的效果。

2.2 传感器防护材料的弹性模量对应变传递效率的影响

虽然碳纤维复合材料保护层在缆索制造工程中的吸收外界冲击振动,提高了传感器的存活率,但它也会在缆索使用中吸收缆索应变、降低应变测量的灵敏度。通过分析发现,传感器测量应变值和基体实际应变值之间存在一个传递系数[8]。要使传感器测量结果准确反应基体真实应变,需要明确植入式传感器和锚固区填料之间的应变传递机制,得到锚固料到传感器的应变传递系数,进一步确定封装层材料的弹性模量。

为此,选取由锚固料包裹的植入式传感器微元为研究对象,将传感器植入锚固填料的情况简化为图5。并对该微元做出如下假设:各层粘结界面连续,各层力学性能各向同性,各层线弹性,各层皆为小形变。根据结构力学理论,建立微元体的轴向应变平衡方程,位移平衡方程,剪切应变平衡方程[9,10]。

对该受力模型做进一步简化,忽略横向应力和剪切应力的影响,只考虑纵向应力与纵向剪应力的作用。则任意一点x处光纤微元平衡,则有:

再次化简可得:

考虑光纤光栅、传感器封装层、锚固料之间的所有粘结界面都是连续的,满足位移相容条件。并根据位移连续性假设,推导出了界面切应变特征系数:

由于传感器封装层与锚固料之间,只产生轴向位移和剪切应力。在此基础上,计算锚固料对单层封装层的切应变传递系数表达式:

式中:lf为光纤光栅工作的有效长度。从上式可知,切应变传递系数k与界面切应变特征系数λ有关,λ的大小则取决于锚固料弹性模量Ea和传感器封装层弹性模量Es。其中,Ea已知,通过改变Es的大小,就可以改变λ的大小,从而对切应变传递系数k值进行优化。

考虑各种材料制作传感器的封装层,并以式(5)计算各种封装材料下,锚固料与封装层间的切应变传递系数k,得到如表1的结果。

由于发生在缆索锚固区中的实际应变值小,所以必须保证传感器封装层与锚固料之间有尽量高的切应变传递系数。由表1可知,改性环氧树脂应变传递系数k最大,所以最终将其选择为封装层材料。制作完成的植入式光纤光栅传感器如图6所示。

3 传感器力学实验

3.1 传感器拉力测试实验

植入式光纤光栅应变传感器的传感性能是否满足要求,需要通过力学实验进行验证,为此采用材料试验机,在200~1 400 N范围内对其进行连续两次拉伸试验。实验工作照片、实验结果分别如图7、8所示。结果表明,其线性度R2为0.999 74,灵敏度为2.74 pm/N。且两次实验数据的重复性好。

3.2 传感器植入缆索锚固区张拉实验

虽然传感器实验效果良好,但还必须经过实际缆索考核。为此将传感器植入由108根钢丝组成的试验缆索,以检验其在整个缆索成缆工艺中的抗振动冲击能力、耐高温能力,并对缆索进行张拉实验、考察植入式传感器的力学传感性能。传感器的现场实际植入情况以测试情况如图9所示。

传感器植入缆索的锚固区后,将整索置于张拉槽中,进行张拉实验。施加载荷0~4 600 kN,共三次加载/卸载,试验数据如图10。从结果可知,植入缆索锚固区的传感器在张拉过程中,表现出了良好的线性度和重复性。

4 结论

通过对缆索锚固区特性分析,将应变测点由缆索索身移至锚头,化解了应变传感的超量程问题;设计了专用的传感器解决了缆索制作过程中传感器的保护与存活率问题;研究了植入式微元体的应变传递机制,计算了不同的封装材料下锚固料对传感器的应变传递效率,并选择改性环氧树脂作为光纤光栅传感器的碳纤维增强复合材料,保证了应变传递的准确性;用传感器的力学实验、原型缆索的植入及拉伸实验,证明了传感器的良好性能,其线性度R2为0.999 74,灵敏度为2.74 pm/N,且重复性好。

参考文献

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锚固区混凝土 第6篇

大跨度斜拉桥索塔锚固区主要承受斜垃索索力及梁荷载, 由于索力较大且锚固点较为集中在锚固区应力分布相对复杂, 受力情况大致为纵桥向塔壁受拉横桥向塔壁受压, 为了提高锚固区的水平承载能力并且满足抗裂性要求, 通常在锚固区设有环向预应力或井字型预应力, 在受拉区域储存压应力从而改善结构受力。

2 工程介绍

2.1 塔柱一般构造

甬江大桥全桥设双塔, 塔形采用双菱形联塔, 塔高141.5m。塔柱锚固区域施加水平向预应力, 其中标高95.118m至117.758m处设有环向预应力, 标高117.961m至138.519m处设有井字型预应力。塔柱截面为4.0mx7.0m~4.0mx10.0m空心截面, 壁厚纵桥向80cm、横桥向120cm。混凝土采用C50海工混凝土。

2.2 环向预应力构造

甬江大桥环向预应力区对应截面尺寸为4.0x7.5~4.0mx8.1m, 单束采用12根直径15.2mm预应力钢绞线, 钢束圆弧段弯曲半径为1.5m, 单束控制张拉力为2326.9KN (约237.4t) 。采用OVM低回缩锚固体系, 锚头埋深在塔柱内20cm。预应力管道采用内径83mm壁厚2mm钢管成型, 钢管道可以有效保证U形束筋圆弧线形, 并且在混凝土浇筑期间不会由于混凝土的上浮力发生变形。在预应力曲线段间设有24根φ25防崩钢筋沿圆弧按照10cm间距布置, 一方面可防止圆弧区域混凝土因受力过大而发生崩裂, 另一方面也可用于管道限位。

2.3 管道体系施工

管道施工时可根据与已测量定位的索导管相对位置控制其标高, 并用水平仪加以控制, 使其保持水平。现场安装时使用直管与圆弧管 (弯管) 相对接成型, 焊接接头处采用胶带密封外包PVC管保护等措施, 防止混凝土浇筑期间漏浆。

该桥环向预应力锚固端为内置槽口, 槽口大致成喇叭口状, 施工时采用3mm钢板制作槽盒成型。槽口加工成型后与锚垫板采用螺栓可靠连接 (两者之间缝隙可用胶带密封) , 安装时使同一束中锚具内的压浆孔一个位于管道上方, 另一个位于管道上方, 以便于真空压浆时低点作为压浆孔, 高点作为出浆孔。浇筑时加强对锚具周围区域混凝土的振捣。

3 预应力张拉

甬江大桥索塔预应力采用OVM低回缩锚锚固体系, 两端同时张拉。传统预应力施工过程中, 当拉至张拉控制应力时千斤顶回油钢绞线随夹片一同回缩 (回缩量一般为6mm左右) , 造成预应力损失。特别是对于长度在13米以下的短钢绞线张拉力损失比例较大。低回缩锚具克服了这一缺陷, 通过传统方法一次张拉完成后, 安装撑角、千斤顶、工具锚工具夹片进行二次张拉, 张拉过程中锚具随钢绞线拉伸一起移动, 锚具与锚垫板之间产生缝隙。当达到控制应力后, 千斤顶持荷, 转动工作锚板上的承压螺母与锚垫板紧贴, 最后千斤顶回油张拉结束。

3.1 张拉前准备工作

保持锚垫板表面清洁及压浆孔畅通。特别注意对锚垫板上螺母对应的槽口进行清理。钢绞线外漏长度至少为80cm, 以满足二次张拉需要。如部分钢束长度不满足可适用单作用千斤顶进行调整。

3.2 第一次张拉

安装工作锚、螺母、工作夹片。安装工作锚时注意避免造成钢绞线交错, 以免张拉时出现断丝。螺母位置应处于工作锚板中部, 前后都不能超出锚板边缘。若工作锚板前端 (锚垫板侧) 无螺纹露出则第一次张拉后螺母将直接参与受力, 第二次张拉时可能造成螺母无法再拧进;若后端 (千斤顶侧) 无螺纹露出则第一次张拉时限位板无法对中安装。

安装限位板、千斤顶、工具锚、工具夹片。张拉程序:0→初应力→2倍初应力→1.05σcon (持荷2min) →锚固。开始张拉时即时调整千斤顶使工作锚板的承压螺母入槽。以免影响二次张拉无法进行。两端保持同时张拉, 各个阶段测完伸长量后两端同时开始, 且在应力接近100%、及105%时油泵缓缓供油。张拉力达到105%后, 持荷2分钟再回油。张拉顺序一般为从下至上依次张拉。

3.3 第二次张拉

安装撑角、千斤顶、工具锚、工具夹片。安装撑角时注意撑角内边缘与工作锚板保持一定间距, 否则将影响螺母旋转无法拧紧。张拉程序:0→1.0σcon→锚固。张拉至0.2σcon时两端检查撑脚对中情况, 确保低回缩锚具螺母能拧动后再两端同时张拉至1.0σcon, 而后持荷拧紧螺母。张拉过程中两端应基本保持同步, 以防单端伸长量过大。张拉至1.0σcon时若出现一端螺母被撑脚憋住无法拧进, 则两端均需回油重新将撑脚对中后再进行第二次张拉。

3.4 伸长量

环向预应力束张拉后伸长量较理论值大5%~15%, 并且伸长量不太稳定, 有一定的离散性。例:N8 (95.618) 束实测伸长量96mm, 较设计伸长值87mm大10.3%。经分析原因如下:1.在张拉开始后, 曲线段钢绞线依次向内侧紧贴, 张拉力达到一定程度后该处钢绞线相互嵌挤;2.钢绞线在圆弧段分布半径不同, 从而同一束中的各根钢绞线长度不同, 整束钢绞线的实际换算弹性模量比单根的弹性模量降低。

4 预应力管道真空压浆

4.1 张拉锚固后, 切断外露的钢绞线, 注意保证钢绞线外露长度不宜小于30mm。

切割时强调用砂轮机切割, 严禁用电弧焊切割。为了保证孔道的密封性, 用水泥砂浆对锚头进行密封处理, 凝固后即可进行压浆。压浆前, 应对孔道进行清洁处理。金属管道必要时亦应冲洗以除有害材料;对孔道内可能发生的油污等, 可采用已知对预应力筋和管道无腐蚀作用的中性洗涤剂或皂液, 用水稀释后进行冲洗。冲洗后, 适用不含油的压缩空气将孔道内所有积水吹出。

4.2 水泥浆拌制

用425#水泥拌制水泥浆, 设计标号C50。采用真空压浆专用搅拌机搅拌, 水灰比控制在0.36左右, 外加剂采用减水剂, 稠度控制在14~18s之间。水泥浆不得含有对预应力筋和水泥有害的化学物质。

4.3 预应力钢绞线张拉完毕后应尽早进行真空压浆。

压浆时从低点压入水泥浆由高点出浆, 以保证管道内水泥浆饱和。采用真空泵抽吸预应力孔道中的空气, 使孔道达到负压0.1MPa左右的真空度, 然后在孔道的另一端用压浆机以≥0.7MPa的正压力将水泥浆压入预应力孔道, 以提高孔道压浆的饱和度, 减少气泡。压浆过程应均匀连续进行, 不得中断。当出浆孔一端流出浓浆 (即与规定稠度相同的水泥浆) , 暂停压浆机, 密封出气孔后继续开动压浆机, 保持压力于0.7MPa, 持压3分钟, 压浆完毕。

4.4 封锚

槽口内钢筋在张拉前截断并留有一定搭接长度, 在张拉、压浆完成后焊接恢复。最后对槽口内混凝土进行凿毛并清理, 浇筑封锚混凝土。封锚混凝土采用与塔柱同等级的C50混凝土。

5. 结语

甬江大桥D3索塔共有环向预应力176束, 低回缩锚张拉程序较为复杂, 各部件安装精度要求高, 施工过程严格按照规范进行, 应用新型低回缩锚固体系有效的减少了张拉过程中预应力的损失, 确保了工程质量。

参考文献

[1]《公路桥涵施工技术规范》 (JTJ041-2000) 北京:人民交通出版社, 2000年, 中华人民共和国行业标准.

锚固区混凝土 第7篇

柬埔寨哥通大桥为一座建立在柬埔寨干丹省哥通县坡礼吞村主跨为135m的预应力连续梁桥, 预应力的设计为本桥设计的关键工作, 由于锚头在边跨梁端形成一个集中区, 锚头之间的应力场相互重叠, 该区的混凝土应力场及承载力跟单锚下的显然是有区别的。若不能较好把握作为预应力技术关键的混凝土锚固区的真实受力状况及极限承载能力, 则难以确保锚下混凝土局部承压的安全, 直接影响预应力的使用。为更好研究分析群锚效应, 需要寻求一个实用有效的预应力混凝土锚固区模拟分析方法。

目前最直接有效的了解方法是进行足尺模型试验, 并采用有限元方法进行理论对比研究[1]。现在大部分研究采用平面有限元方法分析, 但预应力混凝土锚固区的受力空间效应明显, 平面分析已很难反映实际情况, 再加上混凝土材料的非线性, 更是为真实反映工作状态和应力分布的仿真工作带来困难。针对上述问题, 本文以柬埔寨哥通大桥为研究对象, 首先以单锚头为模拟对象, 通过对一实验试件进行三维有限元模拟, 诣在提出一个实用有效的预应力混凝土锚固区模拟分析方法, 为后面进行多锚头分析研究提供可靠的分析支持。

2 受力特性及研究现状

后张法预应力混凝土构件端部锚下混凝土的应力状态是很复杂的, 压应力、剥落应力及劈裂应力共存。锚固区的局部承压破坏可归为两类:

(1) 由集中压力引起的在锚具与混凝土接触面处局部压碎;

(2) 由于压力曲线垂直方向的拉应力达到混凝土抗拉强度极限时出现裂缝而破坏。

当前确定锚固区极限承载能力的理论分析方法一般是根据假定的受压极限状态, 通过平衡条件来计算锚固区所承受的极限荷载, 其中包括拉压杆模型方法、套箍强化理论[2]和劈裂理论[3,4,5]等。但在极限荷载作用下, 锚固区处于三轴高应力状态, 混凝土非线性明显, 这与假定相驳, 因此这些理论中的关键参数往往还需参考试验结果拟合得到。

随着计算机和有限元分析软件的发展, 近年来人们开始运用有限元方法进行锚固区局部承压的数值仿真分析, 如采用ABAQUS软件对锚头承压进行线弹性分析[6], 用SAP软件对预应力锚固区进行非线性弹性有限元计算等[7], 但是这些仿真计算都没有考虑混凝土材料的弹塑性本构特征, 因此无法求得锚固区的极限荷载。

3 预应力锚固区实验

李灿峰为了研究锚固区受力特性的影响因素进行了试验研究[9]。本文选取其中的AⅡ试件作为研究对象, 下面介绍AⅡ试件的试验过程及结果。

(1) 试件几何数据

AⅡ试件的具体尺寸见图2及表1。材料试验测定得到试件混凝土的fc为39.2N/mm2, ft为3.8N/mm2, E为31000N/mm2。

(2) 试验过程

试验采用图3中的加载装置进行分步加载, 并记录过程中锚头位移和箍筋的应变值、混凝土的裂缝发展过程, 及初裂荷载和破坏荷载。本文中的有限元模型加载过程以李灿峰的试验为参考进行模拟, 计算分析中采用位移加载。

(3) 试验结果

在试验中, AⅡ试件的大部分裂缝位于各侧面表面的中部, 范围分布在试件上方40cm内。在加载过程中, 可观察到的破坏模式包括:混凝土开裂、锚下混凝土压碎、锚垫板屈服弯曲、箍筋屈服等。图4是AⅡ试件的荷载-位移曲线。

4 预应力锚固区有限元计算分析

4.1 模型建模

本文利用ABAQUS建立了2个与试件AII尺寸一致的有限元模型:A2a为包含垫板下方的螺旋箍筋单元及混凝土边缘的方形箍筋单元的模型;A2b为无箍筋单元混凝土模型, 通过定义材料的等效弹模和等效开裂应力值来考虑钢筋的影响。混凝土采用塑性损伤模型, 受压采用试验测得的受压本构曲线 (见图5) , 而受拉则采用Rankine最大拉应力准则假定当拉应力达到3.92MPa时即开裂[8], 断裂能为120N/m, 开裂后材料强度按线性变化到零 (A2b模型中采取等效弹模考虑) 。钢材均假设为理想弹塑性, 详细参数见表2。

模型中混凝土柱及钢垫板单元均采用C3D8R单元;在A2a中采用S4R膜单元模拟钢筋层并嵌到混凝土的实体单元中, 混凝土和钢筋采用各自独立的本构关系进行描述, 而A2b中因无具体钢筋模型故不用考虑。结合实验情况, 模型下端截面为固定端。

模型中受压损伤参数采用Mazars[9]的单轴加载下一阶损伤参数;受拉损伤参数则采用了较为简单的双直线模型[10], 具体取值见表3。

4.2 结果校验

图6、图7分别列出两个模型的有限元分析所得的垫板位移-基底反力曲线与实际试验测得的结果比较。从两图可看出A2a与A2b总体上都能较好地模拟AⅡ的力学行为。但A2a上升阶段斜率偏小, 反映有限元模型的整体弹性模量较实际模型的偏小, 并一直影响至屈服后的效应, 而A2b由于通过等效转换的方式考虑钢筋的弹模, 因此能很好地模拟该阶段的响应。A2a的屈服荷载为2.13E06N, A2b为2.44E06 N, 均比试验结果的2.73E06 N小。但两个有限元模型的结果都没有很好地模拟试验中在2.37E06 N后显示出强化的力学性能, 缓缓向上爬升, 而是开始进入下降段。

这个误差可归咎以下两个原因:

(1) 在混凝土抗拉本构中采用断裂能准则, 因此不能引入拉伸硬化考虑钢筋在混凝土开裂后对构件承载力的贡献;

(2) 实际上钢筋在屈服后有发生拉伸硬化现象, 而在有限元模型中钢筋使用的理想弹塑性本构模型无法考虑这个硬化现象。

在破坏模式上, A2a模型与A2b模型的应力及应变结果如图8~图11所示。

从图8及图9显示所得, A2a模型与李灿峰的AⅡ试件比较, 除了垫板未全部屈服以及混凝土柱角位未发生剥落应力外, 混凝土柱的开裂情况及箍筋的屈服情况均能模拟真实破坏情况。从图10、图11观察可得, A2b模型结果与A2a相似, 但由于混凝土柱中无钢筋, 因此其开裂应变比A2a大。

5 小结

本文以李灿峰于文献[9]中所进行的实验中AⅡ试件为模拟原型, 分别以两种模拟钢筋的方式建立2个足尺有限元模型, 通过分析比较, 以提供一种既方便又能较准确模拟预应力混凝土锚固区受力状况的方法。其中A2a为有箍筋单元混凝土模型, A2b为无箍筋单元混凝土模型。

通过对有限元模型计算所得的锚顶位移-基底反力曲线以及应力应变结果与实验所得比较可得出:

(1) 从弹性阶段的吻合度比较可得, A2a的组合抗压刚度比试验试件的组合抗压刚度稍低, 而经过等效换算弹性模量的A2b的组合刚度与AⅡ的组合抗压刚度相符。

(2) 在弹塑性阶段中, A2b模型比A2a模型能更好地描述试件AⅡ的顶点位移-基底反力曲线。

(3) 无论A2a模型还是A2b模型, 在后期承载力的模拟上均出现了下降段, 而实验试件AⅡ的后期承载力没有降低反而略有增加。这主要是因为:

(1) 有限元中混凝土抗拉本构参数采用了断裂能量开裂准则, 因而无法通过引入拉伸硬化来反映钢筋在混凝土开裂后的贡献, 导致在混凝土开裂后无法充分体现钢筋的作用;

(2) 无论A2a或者A2b中钢材所采用的本构模型均没有反应实际上钢材发生的拉伸硬化现象。

(4) 两个有限元模型的开裂破坏情况与实际模型相仿, 能模拟大部分的破坏现象。有箍筋单元模型A2a中, 钢筋的应力情况也能与实际模型结果接近。因此两种有限元模拟方法均具仿真性。

通过以上比较可得, 采用A2a、A2b模型的模拟方法均能得到较为合理的结果, A2b在建模方面更为方便, 可以用于对实际情况的弹塑性有限元分析模拟。

摘要：以柬埔寨哥通大桥预应力锚固区为研究对象, 利用ABAQUS对一预应力混凝土锚固区实验试件进行三维有限元仿真分析, 建模中考虑混凝土弹塑性本构及两种不同的钢筋模拟方式, 并通过分析结果与实验结果的比较, 为三向受力的混凝土区应力仿真提供一种有效便捷的模拟方法。

关键词：预应力混凝土锚固区,ABAQUS,弹塑性

参考文献

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