单拱面预应力混凝土系杆拱桥空间稳定试验研究

75 . 口画呜翻困 C 0n5 tr uet.0n 5 t ru et ur e 单拱面预应力混凝土系杆拱桥空间稳定试验研究 .曹建平 摘要 : 通过两个 大 比例模型试 验 , 研究了单拱面预应力混凝土系杆拱桥面 内 、 面外稳定极 限 承载力及其影响因素 。 试验结果表明 , 结构破坏表 现为拱肋结构弹塑性失稳 。 模型 1拱肋 宽跨比为 1 / 30 , 高跨比为 1 / 8 0 , 结 构 失效表 现为 面内失稳 , 模型 2 拱肋宽跨比为1 / 60 , 高跨比为1/40 , 结构表 现为侧 倾失稳 。 本文初步探讨 了单拱面预应力混凝土系杆拱桥空间稳定安全系数的取值 。 Ab str aet:Through t w o gre atm odete sts this PaPe rin ve stlgate stheul ti m a t e be ari ng eaPa Citya nd lts i nfluenCe fa Cto rof the ins ,de a ndo utside faee of Pre stre ss ed eo n e rete t且ed areh brjdge with sing e areh T h eexPerjmentalresujtssho wsthat the destroyo f rhe stru eture旧re sulted from the ela sto一Plast,e faiure ofthe arch rib The width一sPa n ratio 151/30 , dePth一sPan ratlo15 1/8 0 in the arehribofmode. 1 andIts fa一lure 15 de stabil i za tlon i nside the f a e e , Whieinthe arehribofmodeIZ , thewi dth一sPan ratio 151/60 . dePth一sPan ra tio 151/ 4 0 and it showsthesi de一tiPPing fail u re . ThisPaPer aISo Stud一esthe determi nationofs afet yeo o f f ic 一entO f the sPatialstab i l一tyI n Pre stre s sed eon e rete t!ed areh b ridge with sing!earch . K叮wor d s :eo nerete tied areh bridge; s一ngleareh fa e e:ela sto一P4astie fail u re;safet yeo ef fielent 1 引盲 单拱面预应力混凝土系杆拱桥是一种 新型 的桥梁结 构形 式l 1 , 由纵梁 、 横梁 、 吊 杆 、 拱肋组成传力体系 。 该桥式将拱肋置于 桥梁中央分隔带上 , 由于构造原因 , 拱肋宽 跨比较小 , 一般小于论O , 如何确定拱肋面 内 、 面外稳定极限承载力及安全系数是设 计中必须考虑的重要问题 , 现行 “ 桥规 ” 中 对单拱面系杆拱桥面 内 、 面外 稳定计算方 法及安全系数取 值没有具体条款规定 , 目 前只能采用一些近似实用方法计算弹性失 稳临界 荷载【 2 ,3 。 为了发展和推广这种新 桥形的应用 , 迫切需要建立针对这种桥式 的科学分 析手段及进行一 定的试验研究 。 鉴于此 , 本文 进行了两个较大规模的模型 试验 。 模型试验的主要目的是研究 单拱面 预应力混凝土 系杆 拱桥面内 、 面外 稳定极 限承载力及其结合广东省开平市潭 江二桥 (国 内首座三跨单 拱面预应力 系杆拱桥) 的设计工作 , 影响因素 、 结构失效时的 变形 模态和特征 , 为面内 、 面外稳定安全系数取 值及建立分析方法提供依据 。 2 模型设计与安 装 2 . 1 模型尺寸拟定 模型长度为1 2 m , 支点间距为 1, . 6m , 拱肋矢高 2 . 9m , 矢跨比 为 毛耸 。 模型 1 、模 型 2 梁部尺寸相同 , 为多格室箱形截面 , 主梁 高度为 42Cm , 顶 、 底板厚为 SCm 边腹板厚 SCm , 内腹板厚均为 scm , 吊杆下横梁为 SCm : 吊杆采用中2 0四级钢筋模型1拱肋 宽度为 4OCm , 高 度为 1SCm , 宽跨比 为丫 3 0 , 高跨比为 j月O , 模型 2 拱肋 宽度为 2 0em , 高度为 3 0 , 宽跨比为 j局0 , 高跨比 为 议0 。 各部分截面尺寸如图 , 。 2 2 模型制作与安装 模型采用支 架现浇施工 , 为了模拟施 工误差对结构的影响 , 模型 2 在拱顶预设 了ZCm的水平方向偏心 , 使拱肋偏离设计 轴线 。 模型 1 的施工顺序为 : 浇注桥面结构 混凝土 一浇注拱肋混凝土一张拉纵向预应 力 钢筋一落梁一张拉吊杆 ; 模型 2 的施工顺序 为 : 浇注桥面混凝土 一张拉纵向预应力钢 筋一落梁一浇注拱肋混凝土 一张拉吊杆 。 采 用以上两种施工方法目的是为了 了解预应 力钢筋张拉对拱肋内 力的影响 。 模型每端 设置两个板式支座 , 一端固定一端滑动 。 3 模型加载方案 模型加载分为两种情况进行 , 弹性阶 段试验在桥面加载 , 破坏弹塑性阶段试验 模型 1 采用在拱顶五点加载 , 模型 2 采用 桥面竖向偏载及拱顶水平加载 。 4 模型试验结 果及对结果的分 析 4 . 1 面内稳定极限承载力试验一模型 , 试验结果 41 . , 破坏特征描述 模型 1 试验结果表明 , 结构达到破坏 状态 时 , 拱项区域拱肋下缘及拱脚至第一 根吊杆之间区段拱肋上缘出现多条贯穿拱 肋 的竖向裂缝 , 最大 裂缝发生在拱顶下缘 , 宽度达到了 1 . sm m , 此时 , 靠近拱顶的两根 吊杆已卸载 , 主梁靠 近梁端截面也出现细 微裂缝 。 外荷载保持不变 , 拱顶竖向位移持 续增加 ; 从加载至破坏 , 拱肋水 平位 移基本 为零 , 结构破坏表现为面 内极值点失稳 。 4 . 1 . 2 破坏时的变形模态 结构破坏时 , 由位移计实测拱肋及梁 体变形 , 测试结果如图 3 , 拱肋变形呈正弦 曲线状 , 在 1/ 4 跨 及 3 / 4 跨附近有反弯点 , 结构失效时 , 拱顶最大位移为 3 5 . 8m m , 水 平位移为零 ; 从加载至破坏梁体产生了向 上的位移 , 箱梁开列前 , 位移增 量为线性 , 达到极限荷载时 , 梁体开裂 , 梁体位移增 大 。 从以 上结构变形可知 , 系杆拱桥箱拱共 同作用比较明显 , 这种共同作用很大程度 上提高拱肋稳定性 。 图4为从加载至破坏 拱顶位移随荷载变化曲线 , 结 构失效时 , 位 移一荷载曲线呈非线性 。 4 . 1 . 3 试验结果与计算结果的 比较 本文的试验结果与考虑结构几何非线 性及材料非线性的预应力混凝土 系杆拱桥 空间分析结果进行了比较 。 根 据前述加载 Co a中外建筑20 03 / 479 r r r e s二 二 . 二二 二二 二,尸 , 二, 二, 二二二 二 二目 . . . 二二, 一二,.1 . 二们 , , , l 趟鳖司鳖 P 血丛 七鑫 迎巫选 当鑫 半立面纵剖面模型 , 横断面模型 2横断面 图1 模型构造图(尺寸 单 位 :c m) 模型 , 拱顶加载 方案模型2主梁偏载加载 方案 图2 破坏阶段加载 方案 一一 实 - 二二 计计阵的 . . . 花卜 一 / 一 . 一 0 1/ . 一2 0 1厂 “ 引 、卜/ 匡噩噩 箱梁竖向位移拱肋竖向位移( a ) 模型 1 拱顶荷载一竖向挠度 曲线 (匕)模型1拱肋失稳竖向变形曲线 图3 箱 梁 及 拱肋 实 测位移(向上为正)图4 模型 1 拱顶荷载一位 移曲线 及失稳模态 留 一i 拱肋面内变形 一一, 问幽恤 恤 ,月翻 州, , 二二写二二 二 州尸. 目目 一一卜、翻峨 峨 ,尸1. 比比 卜,嘴口四 四 “ . .甲甲. 口口口 一一 , 一护翻. 妞妞 .一卜 翻口 明明 闷闷- r.- - - 一一 州卜 口口 .叫尸 - - - , 月目 口口 -1 1 1, , 一口.尸 尸 护创.- - - 一一加甲月闷 曰 曰 村 肠 加 筋 部 1 51 005- s : 以 加载侧位移非加载侧位移 图5 结构破坏时拱肋变 形实 测结果图6 主 梁的变 形 6. 1012 呻长 - , 二、 , 洲,才碑 、, , . . t丫_ . 口 .了 . 才二丁石丽曰 忆 0 0 1/匡乙正丽顽1 姐 0 0 1 / = 二下丽币l 一二匕二 里绍奥列 飞达一上三些些兰 ,_ 飞匕一生星些竺 .一 5 .- s - l 0- l s诩书书朋- 4 0 : 创 1214 16 10 加洲 4. 的 (a ) 侧向失稳拱肋面内变形曲线 晌长 . (匕)侧向失稳拱肋面外变形 曲线 。春 : (c)拱肋面内变形(d)拱肋面外变形 图7 模型 2 失稳模态 及 拱顶荷载一位 移曲线 方案和结构形式 , 对模型进行了分析计算 , 拱项荷载竖向位 移曲线及拱肋破坏时变形 如图 4 。 实测结 构失效 荷载 尸 为 8 5 kN , 理论 分析结果为 S O . Z k N , 理论分析结果与 实 测结果之比为 0 . 9 4 , 两者基本一致 。 表 1 为结构达到极限状态时拱肋位移实测结果 与计 算结果 , 理论位移略偏小 。 4 . 2 面外稳定极限承载力试验一模型 2 试验结果 4 . 2 . 1 破坏特征描述 模型 2 试验结果表明 , 结构达到破坏 状态时 , 拱脚与箱梁节点处 , 拱肋下箱梁端 横梁出现了斜裂缝并延伸至拱脚 , 该裂缝 与拱轴线平行 , 加载点下缘梁体出现较大 的竖向裂缝 , 拱顶下缘有细微裂缝出现 , 但 宽度不大 。 由与拱脚与主梁相交节点处斜 裂缝的出现 , 使拱肋的水平方向 刚度减小 , 拱顶水平位移增加较快 , 竖向位移增加缓 慢 。 结构破坏表现为面外极值点失稳 。 4 . 2 .2 破坏时的变形模态 图5为结构破坏时拱肋 变形实测 结 果 , 拱肋面外变形呈半正 弦曲线 , 面内变形 为正弦曲线 。 拱顶水平位移为 3a 6 1 7cm , 该点对应的竖向位移为 1 15 84m m 。 主梁 的 变形如图 6 , 在偏载作用下两侧变形不 等 , 但形状相应 。 图7为拱顶水平位移及竖 向位移与荷载的关系 曲线 , 在达到极限状 态时 , 水平位移随荷载增加较快 , 呈现明显 的非线性 , 竖向位移随荷载增加较慢 , 基本 为线性关系 , 说明结构具有明显的面外失 稳特征 。 4 . 23 试验结果与计算结果的比较 实 测及理论计算拱顶水平位 移荷载曲 线及拱肋失稳时面内及外变形如图 7 , 实测 结构失稳荷载为 P =3 0 0k 闪, 理论分析结 果为 2 8OkN , 两者基本一致 。 表 1为结构达 到极限状态时拱肋位移实测 结果与计算结 果 , 理论位移偏小 , 约为实测位移的95% 。 ( a )侧向失稳拱肋面内 变形曲线 (b )侧向失稳拱肋面外变形曲线 ( c )拱肋面内变形 (d ) 拱肋面外变形 图6 模型 2 失稳 模态及拱顶荷载一位移 曲线 4 . 2 . 4 拱肋宽跨比取值的讨论 50 恤. 困圈口困 C 0ns,rue, 1 0n s, rue , u e 世界广场钢结构工程与其它专业工程的相关问题 .谢金国 摘要 :介绍 世界广场项 目中钢结构 工程与钢筋混凝土 、 防火喷涂 、 复合结构楼承板 、 电梯等其它专业工程以及与测1 、 塔吊垂直运 愉 、 工程进度等的相关问题 。 关扭词 : 钢结构压型钢板 防火喷涂 A城raC t :The Pre sentPaPe r at tem Pts to d iseuss ste e str uetu re Proe et in the Wo l d Pla z aa nd一tsrelated fields sueh a sste el一re nf ore ed e oner以e , fire re sistantsPray , eom Po s 一te ste elfl o o r d eeksa ndelevato r The relations bet we e nste elstruetu re PrO Jeet a ndsurveying , ver tICaltra nsPor ta t iono f eran eand PrO J e CtSChedul ingarea5 0analyzed . K e ywords二ste elstru eture e om Po slte ste el fl o o r deeksfire resistantsPr ay 1 工程概况 世界广场是一座高标准 、 现代 化的综合商办楼 。 工程位于浦东新 区陆 家嘴 开 发区 , 基地面积 8 1 16m 2, 建筑面积约 8 万平方米 , 地下 3 层 , 地上 38 层 , 建 筑总高 ,g gm 。 其主体(包括核心筒)采用 全钢骨结构 , 具有质量轻 、 强度高 、 抗震性好 、 基础费用相对较少 、 工 了万厂预制化程 度高 、 现场吊装工 期 短 、 柱梁截面尺寸较小 、 楼层 净高 及得房率较高等优点 , 并采用轻钢 龙骨石膏板作为内隔墙 。 外墙选用 单元体式玻璃幕墙(见图1 ) 。 2 钢 结构与钢 筋混凝土 工程 的相 关问题 2 . , 钢柱底脚螺栓的埋设 在世界广场工程中 , 第一节钢 柱 (包括箱形钢柱和日型钢柱) 全部支承在桩承台上 , 两者通过 6 根M 3 8 底脚螺栓进行联接 。 由于 底脚螺栓的埋设精度直接关系到 钢柱吊装的准确 生和钢框架 各构 件能否顺利拼装 , 故要求其埋设偏 差不大于Zm m 。 为了满足上述精度要求 , 经施 工单位 、 设计单位和监理共同协 商 , 决定在桩承台 中每根 底脚螺栓 的位置预先埋设一 根直径为 12 Omm 的封底钢套管 。 以每根钢 兜 为一 表 1 模型破坏失效时拱肋位 移m m) 位位 置置 , / 6 跨跨 拱顶顶 5 / 6 跨跨 实实实测值 值理论值值 实测值 值理论值值 实测值 值理论值值 模模型 , , 面 内内 1 1 . 8 5 5 59 . 8 5 5 5 一35 . 88 8 8 一33 . 20 0 010 . 8 6 6 69 . 8 5 5 5 模模型 2 2 2 面内内 2 . 3 3 32 . 2 5 5 5 一13 . 82 2 2 一12 . 8 0 0 02 . 23 3 32 . 2