*c f ——混凝土的单轴抗压强度(ck f 、c f 或cm f )；
c ε——与*c f 相应的混凝土峰值压应变，按表1采用。
图2 单轴受压应力-应变曲线
表3.1 混凝土单轴受压应力-应变曲线的参数值
注：u ε为应力-应变曲线下降段上应力等于*
0.5c f 时的混凝土压应变。
在分析中理论上还要给出屈服准则，但考虑到混凝土更倾向于表现出脆性的特征，屈服点不够明确，破坏点却比较明显。实际结构是不允许有很大塑性变形的，工程上常将屈服准则和破坏准则等同，所以只要给出破坏准则，就能依此确定混凝土从开始加载到破坏全过程各个阶段的应力-应变矩阵，从而进行有限元分析。
由于混凝土抗拉强度低，约为抗压强度的1／10，且变形很小，通常认为混凝土受拉时，应力-应变关系基本上是线性的，达到极限拉应力
t f 以后，强度迅速降低。分析中采用了ANSYS 中默认的混凝土单轴受拉应力应变模型。 2.2钢骨材料[3-4]
本文采用ANSYS 单元库中的SOLID45（图
3）单元，来模拟梁端设钢骨预应力混凝土梁中
的钢骨。SOLID45单元用于三维实体结构模型，单元由8个结点结合而成，每个结点有X 、Y 、Z 共3个方向的自由度。该单元具有塑性，蠕变，膨胀，应力强化，大变形和大应变的特征。
本文中，钢骨屈服强度和极限强度按国家标准规范取值，为理想弹塑性模型。其单轴应力-应变关系如图4。 2.3钢骨材料[3-4]
本文采用ANSYS 单元库中的LINK8单元，来模拟梁端设钢骨预应力混凝土梁中的普通钢筋和预应力筋。普通钢筋和预应力钢筋采用2结点LINK8单元，该单元每个结点也有X 、Y 、Z 方向的3个自由度并具有塑性变形的能力，LINK8单元的几何形状和结点位置如图5所示。
图1 SOLID65单元 图5 LINK8杆单元
图3 SOLID45单元
本文为保证普通钢筋和预应力筋的单轴应力-应变关系的广泛意义，其屈服强度和极限强度按国家标准规范取值，普通钢筋为理想弹塑性模型，预应力筋为二折线弹塑性模型。其单轴应力-应变关系如图6-图8。
图6 非预应力纵筋单轴应力-应变关系 图7 箍筋单轴应力-应变关系
图8 预应力筋单轴应力-应变关系 图4 钢骨单轴应力-应变关系
3 网格划分
在有限元分析过程中，模型单元网格的划分至关重要，单元网格划分的优劣直接关系着最后非线性求解的成败。如果网格过于粗糙，那么结果可能包含严重的错误，但如果网格过于细致将
花费过多的计算时间，浪费计算机资源，而且模型可能过大以致不能在普通的计算机上运行，因此在生成模型前要认真考虑网格密度的问题。本
文对混凝土单元划分是，单元尺寸采用50mm。为了使单元划分均匀，保证六面体的单元形状，钢骨单元尺寸也采用50mm。
建模中，对计算结果收敛影响很大的是预应力筋约束方程的建立。约束方程的基本方法是让预应力筋单元结点与最近的混凝土单元节点耦合。由于本文采用梁端固支，预应力筋端点的位置须与梁端混凝土单元结点位置（该点自由度U x、U y、U z均限制）尽量接近，以防止单元内部出现过大应力而导致不收敛。因此，在混凝土单元划分时，应考虑预应力筋在梁端的位置，两者单元划分相协调。
4 收敛控制与策略
钢筋混凝土结构计算的最大困难在正常收敛。不收敛分为正常不收敛和非正常不收敛。当结构接近失效时，正常收敛将会很困难，这是正常不收敛；但有时在荷载很小的情况下，也会不收敛，这就是不正常收敛。为了处理非正常收敛，本文考虑了以下因素：
1）OLID65单元的KEYOPT选项。取KEYOPT（1）=1（不考虑形函数的附加项）和KEYOPT（7）=1（考虑拉应力释放），易于收敛。
2）网格密度对收敛影响很大。网格密度的选取已在上节进行了论述，在此不多赘述。
3）子步数。ANSYS中子步数的设置很重要，子步数（NSUBST）设置太大或者太小都不能达到正常的收敛，这点可以应用ANSYS图形求解追踪特性来观察收敛过程图，根据F范数曲线在[F]收敛准则曲线上走形的长短来判断子步数的设置是否得当。
4）收敛精度和准则。改变收敛准则对正常收敛及结果影响均是很大的，缺省时采用位移收敛准则和力收敛准则。当收敛困难时，可以考虑改变收敛准则，但一定要谨慎。由于采用力加载，本文采用位移收敛准则，其好处是在出现应力软化或计算下降段时有很好的收敛性。收敛条件为1.5%。这种方式会引起荷载-跨中挠度曲线末端不正常，但易于收敛。
5）混凝粘土压碎的设置。当不考虑混凝土压碎时，计算容易收敛；而考虑压碎时，即使还未达到压碎应力，也比较难收敛。同时，在定义了混凝土的应力应变曲线后，该选项对结果的影响并不是很大。因此，在分析时选择关闭压碎。
5 计算模型及参数（图9-图11）
图9 梁端无设钢骨预应力框架KJ2
图10 梁端无设钢骨预应力框架KJ1 图11 梁端无设钢骨预应力框架(释放次轴力)KJ3 注：KJ1、KJ3截面参数除2-2截面无钢骨外，同
KJ2。KJ3在柱脚处向上100mm处留设后浇带，待预应
力张拉完成后进行后浇。
钢骨采用材料Q235，混凝土为C35，预应
力筋采用强度标准值为1860MPa的钢绞线。试
验中预应力张拉应力为1295MPa，有效预应力
平均值为999.1MPa。
6 有限元计算结果
6.1位移-荷载曲线（图12）
图12 三种框架梁跨中荷载-位移曲线
对模型施加预应力后，梁端无钢骨预应力混
凝土框架梁跨中的反拱值为3.01mm，梁端设钢
骨预应力混凝土框架梁跨中的反拱值为
2.43mm。增加钢骨后反拱值减小19.3%。
梁端无钢骨预应力混凝土框架梁（KJ1和
KJ3）跨中位移荷载曲线大值可以分为3段。第
一段：自受载至梁截面开裂，荷载位移曲线接近
直线。第二段：随着荷载的增加，梁端无钢骨预
应力混凝土框架梁跨中荷载位移曲线出现明显
的非线性，相同的荷载增量下位移增量加大。第
三段：在200kN左右时，荷载位移曲线接近水
平，即将到达极限荷载。极限破坏时，跨中位移
值为70.67mm。
梁端设钢骨预应力混凝土框架梁（KJ2）跨
中位移荷载曲线同梁端无钢骨情况类似，也可大
致可以分为3段。第一段：自受载至梁截面开裂，
荷载位移曲线接近直线。第二段：随着荷载的增
加，框架梁荷载位移曲线出现不太明显非线性，
相比梁端无钢骨情况，梁端设钢骨的位移荷载曲
线更接近直线。通过这个阶段的荷载位移曲线可
以看出，相同荷载下梁端增设钢骨的框架梁跨中
位移值较小，表现出其良好的使用性能。第三段：
这个阶段的特点是钢骨部分截面屈服，随荷载的
增加，位移值迅速增加。很小的荷载增量后，结
构到达极限状态破坏。极限破坏时，跨中位移值
为98.18mm。
6.2梁端无设钢骨预应力混凝土单层单跨框架
(释放次轴力)KJ3受力性能分析
本文中KJ1与KJ3均在东方体育中心项目
中进行过预应力框架梁试验，由于试验技术原
因，仅有KJ3获得了实验数据。因此，本文对
框架KJ3的试验结果和ANSYS计算结果进行对
比分析，来验证本文模型建立的可靠性。见表2、表3及图13
表2 KJ3跨中开裂荷载
框架种类
理论开裂荷载(kN) ANSYS 分析荷载(kN)
试验值(kN)
KJ3 81.8 67.7 85
表3 KJ3极限承载力
框架种类
理论极限荷载(kN) ANSYS 分析极限荷载(kN)
试验极限荷载(kN)
KJ3 202.1 199.2
180
图13 KJ3荷载-位移曲线
从荷载位移曲线可以看出，本文建立的模型同试验得到的位移荷载曲线整体趋势上比较相近。极限承载力也基本相同。开裂荷载比试验值
低，一方面刚产生裂缝时，不易观察，另一方面
裂缝产生于集中荷载处，有应力集中现象。
图14 KJ1次弯矩图（kN ?m ） 图15 KJ3次弯矩图（kN ?m ）
通过分析图14、图15，可以看出KJ3与KJ1的位移荷载曲线基本一致。两者的截面相同，仅由于KJ3释放掉次轴力，引起次内力变化。对于框架梁而言，两者次弯矩相差不大，当荷载较大时，次内力的值相对截面的外力作用，影响较小，在相同边界条件下，两者荷载位移曲线接近是必然的结果。通过以上分析，本文建立的模型与试验结果基本一致，是可靠的。 6.3梁开裂分析
由表4中理论和有限元计算得到的开裂荷载
可以看出，梁端增设钢骨对框架梁跨中截面开裂影响不大。有限元分析比理论分析得到的开裂荷载低，在梁跨中截面开裂时，框架柱和框架节点均以发生破坏。此时部分截面已经出现比较明显的非线性，构件刚度发生变化，引起跨中截面开裂荷载降低。另外，裂缝最先出现于加载点下方，理论上跨中应处以等弯矩区段，因此集中荷载产生的局部应力集中也对混凝土裂生影响。
表4 梁端有无钢骨框架梁跨中开裂荷载
框架种类理论开裂荷载/kN ANSYS分析荷载/kN
KJ1(无钢骨）76.2 61.4
KJ2(设钢骨) 77.6 61.4 6.4正常使用极限状态正常使用极限状态见表5。
表5 梁端有无钢骨框架正常使用极限状态
荷载/kN 梁端无钢骨KJ1/mm 梁端设钢骨KJ2/mm 差值比/%
86.4 11.74 9.00 23.1
98.9 14.58 11.07 24.1
125.0 21.10 15.51 26.5
148.9 27.60 19.75 28.4
167.7 33.50 23.39 30.2
198.9 56.08 29.96 46.6
211.4 — 32.86 — 取梁的计算跨度为8.2m，根据混凝土结构设
计规范》-(GB50010-2002)，其跨中允许挠度为：
0/2508200/25032.8mm
l==
梁端无钢骨预应力框架梁到达正常使用极限状态时，设钢骨的梁尚未到达这一状态，其挠度仅为无钢骨情况的70%，因此还有较大的承载能力。当梁端设钢骨预应力框架梁到达正常极限状态时，梁端无钢骨框剪梁已经到达承载力极限状态。
7.5 承载力极限状态
承载力极限状态见表6。
表6 梁端有无钢骨框架极限承载力
框架种类理论极限荷载/kN ANSYS分析极限荷载/kN误差1%
梁端无钢骨KJ1 208.2 205.2 1.4 梁端设钢骨KJ2 247.8 300.0 21 相差/% 19.0 46.0
从理论和有限元分析结果均可看出，梁端增设钢骨能有效地提高框架的承载能力。其主要还是通过增加钢骨，提高梁端和节点的承载能力，并有效的增加节点的延性。本文所建立的模型，钢骨的增设提高了框架46.0%的承载能力，对于大跨和重载结构来说是相当可观的数值。
梁端设钢骨预应力框架承载力的误差，主要有以下几个方面的影响：1)截面承载力计算方法。目前还没有规范给出预应力钢骨混凝土截面的承载力计算方法，众多学者采用的方法各有所长。2)截面开裂和塑性铰的影响。随着截面开裂，构件的刚度发生变化，内力发生变化；塑性铰的形成，将使结构内力发生重分配。7 结语
在预应力混凝土梁端增设钢骨，能有效减小梁的变形，提升结构的正常使用性能。对于大跨度梁，这种性能是决定性的，还能够提高材料的利用率。梁端增设钢骨，对本文建立的预应力混凝土框架模型中梁截面的开裂影响不大。从理论分析和有限元分析均可得出梁端有无钢骨，其开裂弯矩均大致相同。极限状态时，梁端增设钢骨的预应力混凝土框架开裂程度较梁端无钢骨情况大。梁端设钢骨能够提高梁的承载能力。梁端设钢骨预应力混凝土框架梁跨中位移荷载曲线大质可以分为三段。第一段：自受载至梁截面开裂，荷载位移曲线接近直线。第二段：随着荷载
的增加，框架梁荷载位移曲线出现不太明显非线性，直至钢骨出现屈服。第三段：这个阶段的特点是钢骨部分截面屈服，随荷载上升，位移值迅速增加，直至极限荷载。
目前，我国经济飞速发展，城市化趋势进一步加速。土木工程领域，其明显特征就是巨型建筑大量兴起涌现，建筑结构不断向大跨度、超高层趋势发展，体现了人们对住房各项功能要求日益的提高。梁端设钢骨预应力混凝土梁，作为一类较特殊的构件，拥有跨度大、自重轻、节省材料、截面尺寸小及改善结构功能等突出优点，能够有效解决钢结构柱或钢骨混凝土柱与预应力梁连接问题，并减小挠度，提高结构的使用性能。目前国内外对梁端设钢骨预应力混凝土梁的研究不多，但其在工程实践中已有一定程度的应用，可以预见不远的将来其必然有广阔的发展应用前景。
参考文献
[1] 傅传国，娄宇．预应力型钢混凝土结构试验研究及
工程应用[M]．北京：科学出版社，2007
[2] 王新敏．ANSYS工程结构数值分析[M]．北京：人
民交通出版社，2007
[3] 美国ANSYS公司．Theory Reference[Z] .北京：美国
ANSYS公司北京办事处，2007
[4] 美国ANSYS公司．ANSYS结构分析指南（中）：
结构非线性[Z].北京：美国ANSYS公司北京办事处[5] 中华人民共和国国家标准．混凝土结构设计规范
(GB50010-2002)[S]
在考虑5'
l l5σσ和'E pc ασ后
对《混凝土结构设计规范》的两个推导的补充
杨华雄
（北京中建建筑科学研究院有限公司，北京100076）
摘 要：在考虑5'
l l5σσ及 '
E pc ασ后，对等效不带次弯矩的预应力混凝土梁的承载力公式的推导进行了补充说明。
关键词：预应力混凝土梁；不带次弯矩的公式；5'
l l5σσ；'
E pc ασ
ADDITIONAL REMARKS OF TWO DERIV ATION TO 《CODE FOR
DESING OF CONCRETE STRUCTURES 》AFTER CONSIDER 5'
l l5σσ AND 'E pc ασ
Yang Huaxiong
(Beijing Building Research Institute Co.Ltd of CSCEC Beijing 100076)
Abstract : After consider 5'
l l5
σσand 'E pc ασ ,additional ramarks of the derivation for equivalent formula without secondary moments of load-carrying capacity in P.C beam .
Keywords: P.C beam; formula without secondary moments; 5'
l l5σσ；'E pc ασ
0 引 言
为了避免次弯矩的计算，作者在《对<混凝土
结构设计规范>的两个推导》〔1〕
一文中，
推导了等效不带次弯矩的预应力混凝土梁的承载力公式。
本文在考虑5'l l5
σσ和'E pc
ασ后，对公式推导进
行了补充说明。
1 在考虑5'
l l5σσ和'
E pc ασ后的补充说明：
根据《对<混凝土结构设计规范>的两个推导》
[1]
：
'''''''r p pn y s s y s s py p p po py p p ()()()()(2222
x x x x M M N e f A h f A a f A h f A a σ++≤?
??+?+?? （1） 式中在考虑5'l l5σσ及 'E pc ασ后， '''
po pe E pc σσασ=+ ，'
''s s p p pe p pe 'p p
()('l5l5A A N A A A A σσσσ=?+? ，
'
''''''s s p pn p pe pn p pe pn s pn sn s pn sn 'p p ()()()()''
l5l5l5l5A A N e A y A y A y y A y y A A σσσσσσ=???+??? ， '
'pe pe con con 123455()()()'l l l l l l l l σσσσσσσσσσσσ=?=?????
3l σ为结构弹性压缩引起预应力损失。
对式（1）继续推导如下：
'''r y s s y s s s s py pe 5p p pe 5p p p p '''''''''
s s pe E pc 55py p p ''p p '
'''''s s p pe 5pn p pe 5pn 5s pn sn 5'p p
()()22
()()()(22
()()2
()()()l l l l l l l l x x
M M f A h f A a A x A x
f A h A h A A A A x f A a A A A A A y A y A y y A A σσσσσασσσσσσσσσ+≤???+
+?+?+??+
++?+???
??+???+'''
s pn sn '''y s s y s s s s py pe 5p p pe 5p p pn p p ''
''''''''''
s s pe 5p p pn E pc 5py p p ''p p '''
5s pn sn 5s pn sn ()()()
22
()()()()22()()()()22
()(l l l l l l A y y x x
f A h f A a A x A x
f A h A h y A A A x A x A a y f A a A A A y y A y y σσσσσσασσσσ?=
=???+?+?+???+
+?+?++???
??+?')
由于 '
'p pn p
pn
N h y a y h ?≡+≡ ，'
''s s
p pe p pe p 'p p
()()'l5l5A A A A N A A σσσσ?+?=，故有：
'''r y s s y s s '
'''''
s s py pe 5p p E pc 5py p p 'p p
''''
p N 5s pn sn 5s pn sn ()()22()()()(22()()()
2
l l l l x x
M M f A h f A a A x A x f A h f A a A A x N h A y y A y y σσασσσσ+≤???+
+?+?++??++???+? 由于's a ，'
p 2
x a ≤，最终有：
'''r y s s y s s '
'''''
s s py pe 5p p py 5E pc
p p 'p p ''''p N 5s pn sn 5s pn sn ()()22()()()()22()()()2
l l l l x x
M M f A h f A a A x A x f A h f f A a A A x N h A y y A y y σσσασσ+≤?+?+
+?+?+???++???+? （2） 根据以上推导可见：
1）在假定力筋合力中心与普通钢筋合力中心重合后，式（2）中最后两项为零，可不考虑；而对于超静定结构，若两中心不重合，出现两个预应力迹线（力筋pn y 与普通钢筋sn y ）的作用力，则计算过于复杂，也只宜按重合简化处理。
2）5l σ、'
5l σ的影响主要是降低了素混凝土截
面有效预应力值，降低为s
5p
l A A σ、''s 5'p l A A σ，它实质
是一种约束内力（次内力），即力筋的有效预应力未完全传递给素混凝土截面，而被普通钢筋分散掉的那一部分。它对素混凝土截面抗裂有一定降低，但对承载力影响不大，因为py f 中又增加了s
5p
l A A σ，而'
py f 项中虽然有降低，但由于（'p 2
x a ?）值一般很小，可不考虑。
3）、'
E pc ασ对整个计算只影响'
py f ，影响很小，
可不予考虑。
2 结 论
在考虑5l σ'
5l σ及'
E pc ασ后，可只简单将5l σ、
'
5l σ值分别乘一个放大系数（
s
p
1A A +
）、（'s 'p 1A A +）计算素混凝土截面p N 、p pn N e 值，即：
；
；
并以p N 、p pn N e 去计算超静定结构在素混凝土截面上的综合轴力r N 及综合弯矩r M ，并进行抗裂验算及承载力计算。
当s p A A 、'
s 'p
A A 很小时，比如在整体预应力装配式板柱结构（IMS 体系）中，此放大系数可取为1。
在考虑其它约束轴力之后，式（2）最后应为：
''''''
s r y s s y s s r N py pe 5p p py p p p ()()()()()()22222
l x x x A x x M M f A h f A a N h f A h f A a A σσ+≤?+?+?+?+?+? （3）
参考文献
[1] 杨华雄，对混凝土结构设计规范的两个推导，建筑科技情报，2009年第（2）期；建筑杂志，2009.（15）期、（17）期
''
s s p p con 12p con 12'p p (1)(1'l l l3l4l5l l l3l4l5A A N A A A A σσσσσσσσσσσσ????=?????++?????+????????????''
's s p pn p con 12pn p con 12pn 'p p (1)(1)'l l l3l4l5l l l3l4l5A A N e A y A y A A σσσσσσσσσσσσ????=?????+??????+????????????
对P.C 结构的结构重要性系数0γ
及次弯矩调幅的讨论
杨华雄
（北京中建建筑科学研究院有限公司 北京100076）
摘 要：讨论了在预应力混凝土结构中p γ与o γ，α与β的关系。
关键词：o γ，结构重要性系数；p γ，预应力作用的分项系数；α，次弯矩的调幅系数；β，综合弯矩的调幅系数
THE DISCUSSION TO STRUCTURAL SAFETY IMPORTANCE FACTOR o γ AND SECONDARY MOMENT MODIFIED
Yang Huaxiong
(Beijing Building Research Institute Co.Ltd of CSCEC Beijing 100076) Abstract: This paper discusses the ralations between p γ and o γ,αand β in P.C structure.
Keywords: o γ, structural safety importance factor ; p γ, partial safety factor for action of prestress ; α, secondary moment modified factor ; β, total moment modified factor
0 引言
目前，在预应力混凝土结构规范修订中，对
p γ与o γ，α与β之间关系存在争论，本文参加
讨论。
1 讨论
1.1 按力筋两重性，将力筋作用进行分解：
py p p p py p p p p ()f A A f A S R σσ=+?=+
式中：p S ——预应力荷载，可分为外荷载和内
荷载两种；
p R ——力筋富余抗拉材料。
则GB50153（8.2.4－2）式可精确如下： 当p S 对结构不利时，p S 是外荷载（破坏荷载），p con σσ=：
0d p p d p ()()S S R R γγ+≤+ （1） 当p S 对结构有利时，p S 是内荷载（平衡荷
载、抵消荷载），p pe σσ=：
0d p p d p ()S S R R γγ≤++ （2） 式中 d G G S S γ=+其它，不含P 项，P 代表预应力作用。
说明：1）对结构不利时，
p
S 是外荷载（属
破坏荷载，如端局压，张拉阶段反向荷载），应乘
0γ，也应乘p γ。
2）
P S 对结构有利时，p S 是内荷载（平
衡荷载、抵消荷载），不是外荷载，不乘0γ，但
应乘
p
γ。
3）
p
R 是材料，不乘
0γ，也不乘p
γ。
内荷载和材料都是抵抗项，都不能乘0γ。
1.2 关于次弯矩2M 调幅： 公式 r 12M M M =+
r M ——总弯矩；
1M ——主弯矩； 2M ——次弯矩。
由于1M 主弯矩是静定结构上的弯矩，不存在调幅，也不可能调幅；2M 次弯矩，在结构截面上并不单独存在，单独存在的只是r M 总弯
矩，不可能对一个不单独存在的弯矩进行调幅。
调幅应遵循以下原则：
调幅前：2M ＝总弯矩弹性值－主弯矩恒值 调幅后：2M ＝总弯矩调幅值－主弯矩恒值
总弯矩调幅值应与常规等效荷载一样，跨中的均布上抬力等效于均布荷载调幅，而柱端的端偏弯不能调幅。
现在许多次弯矩直接调幅公式都把次弯矩
当作真实总弯矩去调幅，这是出问题的根源。他们把预应力次弯矩与许多结构上次生弯矩（如桁架）相混淆。那些次生弯矩是真实存在的，也是单独存在的。另外，预应力总弯矩的调幅与许多荷载弯矩的调幅一样不必在大规范中进行规定，因为很复杂。原来的GBJ10－89、GB50010－2002中就是这样处理的，特别是不要给调幅公式。
有一个六角柱网板柱结构(图1)，通过试验，梁2支座弯矩主要向1、3支座上调幅，并不是向跨中调幅，则调幅公式都不能用。
图
1 六角钢网板柱结构示意
天津梅江会展中心张弦桁架的施工
朱奕锋1 张利军1姚松凯2吴向东1徐泰光1
（1.中冶建筑研究总院有限公司，北京 100088；2.北京炎黄联合国际建筑设计有限公司,北京
100081）
摘要：天津梅江会展中心钢屋盖由32榀张弦桁架组成，跨度为89m，柱距为15m。该工程工期紧，索的重量大，放索和张拉的难度大。根据该工程的难点，制定相应的张拉方案和施工顺序，圆满的完成了施工任务。同时介绍了张弦桁架放索、安装和张拉等施工工艺。
关键词：张弦桁架；钢索；张拉；监测
CONSTRUCTION OF STRING TRUSS IN CONFERENCE EXIBITION
CENTER OF TIANJIN MEIJING
Zhu Yifeng1 Zhang Lijun1 Yao Songkai2 Wu Xiangdong1 Xu Taiguang1
(1.Central Research Institute of Building & Construction Co.,Ltd.,MCC Group, Beijing 100088; 2.Beijing
Yanhuang United International Engineering Co.,Ltd., Beijing 100081)
Abstract: The steel proof in Conference Exibition Center of Tianjin Meijing is made up of 32 string trusses, its column spacing is 15 meters and span is 89 meters. Not only time limit for the project was short, but also the cable had great weightness,and it was hard to place cable and tense. according to difficulty of the project, tensing scheme was shaped and the task was accomplished satisfactorily. the technology of place，installation and tensing cable was introduced meanwhile.
Keywords: truss string structure ; steel cable; tension; monitoring
1 概述
天津梅江会展中心是2010年9月夏季达沃斯论坛的主会场，面积大，工期紧。
建筑面积约9.8万m2，有四个主展厅和一些小展厅组成，其中主展厅长120m，宽105m，柱高最低为20m，最高为30m。主展厅的钢屋盖承重结构采用张弦桁架，屋面为轻型复合屋面。张弦桁架的主跨度为89m，主跨两侧各悬挑7.5m，柱距15m，一侧柱顶比另一侧高2.25m。张弦桁架采用剖面呈倒三角形的空间管桁架（图1-图3），钢桁架的高度为2.5m，跨中撑杆的高度为8m，撑杆采用圆钢管，均匀地布置9根，下弦索采用的是?7×265半平行钢丝束。垂直于张弦桁架的方向，每隔18m采用三角形管桁架把每榀张弦桁架连成整体。张弦桁架的构件选以下截面：除拉索外，钢材均采用Q345B，下弦支座处选用圆钢管φ480×24，下弦跨中选用φ457×19，上弦支座处选用φ377×14，上弦跨中选用φ406×16，支座处腹杆选用φ245×8，跨中腹杆选用φ203×8，上弦水平拉杆和水平斜拉杆选用φ180×8，撑杆选用圆钢管φ325×8。
2 整体张拉思路
2.1 索的安装和张拉难点
1）由于索的重量大，每延米达80kg，单根索达8.5t（含索头），因此放索和索的安装就位难度大；
2）由于索头采用墩头锚具，单个索头（图4）约400kg，需穿过桁架铸钢支座（图5）的孔锚固，因此索头的安装非常困难；
3）索的张拉难度大，由于张弦桁架的最高端位于29m高的柱顶，且在设计荷载作用下索力达到540t，张拉力大，相应的千斤顶和张拉工装都很大。
图1 工程效果图 图2 三维空间模型
图3 单榀张弦桁架示意
图4 墩头锚具 图5 铸钢节点
2.2 索的安装和张拉思路
根据以上难点，为避免高空安装和张拉的困难，采取如下的安装和张拉思路：
首先，按照理想模型在地面拼装完单榀张弦桁架后，一次张拉到位。该阶段为通过千斤顶对张弦桁架主动施加力的过程；
其次，把该榀张弦桁架吊装到柱顶就位，此时桁架支座允许滑移，安装完次桁架和屋面结构后，固定桁架支座，并对张弦桁架的上弦变形进行监测。该阶段为张弦桁架通过外荷载被动受力的过程。
2.3施工过程验算
根据以上施工思路，进行下列施工过程验算：
1）单榀张弦桁架的张拉验算。荷载为
桁架自重和张拉力，支座为一端固定，另一
端滑动。
2）单榀张弦桁架的吊装验算。荷载为桁架自重和张拉力，两端各有四个吊点。
3）整体张弦桁架的施工验算。荷载为桁架自重、张拉力和次桁架及屋面自重，支座为一端固定，另一端滑动。
这些计算过程的模拟完全与实际施工过程一致，同时要求胎架的制作与计算假定吻合，计算结果完全符合规范要求，因此该施工方案可行。
3 张弦桁架施工流程
张弦桁架采用图6所示的施工流程。
图6 张弦桁架的施工流程
3.1胎架布置及索安装和张拉平台
1）胎架布置
张弦桁架放在图7所示的胎架上，中间的胎架高约12m，高端胎架高8m，低端胎架高6m，两端的胎架高差约2m，与实际柱顶高差一致。胎架与桁架接触面之间放置光滑的钢板，并涂上黄油，以减轻张拉时桁架与胎架之间的摩擦力；由于端部胎架受到的摩擦力较大，增加斜杆抗倾覆。
2）索安装和张拉平台
每个区第一榀张弦桁架采用双端张拉，其它采用一端的低端张拉。张拉端设置在低端，滑动端设在高端，在张拉端和固定端都应设置操作平台，操作平台考虑千斤顶、张拉工装和3～4名操作人员的空间。操作平台主要采用扣件式脚手架，按照《建筑施工扣件式钢管脚手架技术规范》搭设，具体设置见图8。
图7
胎架布置
图8 临时脚手架布置示意
3.2 放 索
索在地面开盘，索头放在预先制作的小车上，借助导链牵引放索（图9）。
为防止索体在移动过程中与地面接触，损坏拉索防护层或损伤索股，在地面沿放索方向间距2.5m 左右铺设一些圆钢管，以保证索体不与底面接触，同时减少了与底面的摩擦力（图10）。
由于索的长度要长于跨度，索展开后应与轴线倾斜一定角度才能放下，因此牵引方向要与轴线倾斜一定角度，并牵引时使索基本保持直线状移动。
图
9
索的牵引
图10 放索示意
3.3 索头安装
将牵引端的索头安装就位，再安装另一端，在索体未进节点孔时用一只2t 导链将索头位置吊起，微调至节点孔内，同时用另一只5t 牵引导链或60t 千斤顶通过牵引绳牵引索头。由于节点洞口离索头位置有约4m
距离，另一端索头要向内移动才能穿入，采用一只5t 导链在钢桁架跨中将索尽量吊起，吊起后索体成抛物线状，克服4m 的长度。整个索头的安装过程中采用一台吊机随时辅助配合。图11—图13为索头的安装过程。
图11索牵引头安装 图12索头吊起 图13 索头穿过铸钢孔
3.4索体就位及索球安装 1）索的下料
索的下料长度要充分考虑张拉力值、索的加工误差、钢结构的误差、温度、预张拉等综合因素，要求必须保证相关误差标准如下：
索的长度应是出厂前预拉伸后的长度，
加工误差小于±20mm （按1/5000误差要求）；钢结构拼装后误差满足钢结构相关规范要求，整个张弦桁架长度方向误差不超过±20mm ；索的下料长度为 92223 mm ，考虑到索张拉时的变形，经过计算，在出厂前在索体上标识好索球的位置（图14），以方便施工。
图14 拉索标识位置
2）索球安装
索两头引入铸钢支座后，螺母拧紧至两端索
体拉杆最边缘到支座的距离相等。沿索体设置若
干个2t导链，具体位置在相应撑杆附近，利用
导链将索吊起至各撑杆节点下，组织施工人员按
索体上标识的位置进行索体就位并安装索下半
球（图15）。
图15索球安装示意图16 张拉工装详图3）索球安装考虑以下两个方面：
a）索张拉时，必须保证索球能细微的转动。
如果撑杆与索球结点上半部分在张拉安装前固
定死，往往会出现与索的角度出现细微的差别而
产生局部不均匀受力。
b）球形索夹用来夹持钢索，但钢索外层有
PE层；而且由整个张弦桁架的形状可知撑杆并
不是垂直，这造成索夹部位要传递一部分索的不
平衡力，因此索球螺栓拧紧的程度很关键最终根
据球形索夹及钢索厂家提供摩擦力等相关参数，
由设计或相关计算人员共同确定索球螺栓的拧
紧力值。索在安装索球前剥去索夹段的缠裹包
装，这时索球螺母第一次拧紧（用测力扳手监控
拧紧力矩），因为索体在安装和张拉时有变形，
索球螺栓会变松，还需拧紧两次，第二次拧紧是
张拉结束。
3.5张拉设备及工装
经计算，索的张拉力约140t左右，单端张
拉，考虑四个展厅故选用4台250t千斤顶。根
据千斤顶型号，设计相应的张拉设备。该张拉设
备既要考虑承载力的要求，又要能够方便张拉和
锚固。根据本工程设计如图16所示的张拉工装。
张拉时，千斤顶通过张拉杆带动索头端部，同时
拧紧索头螺母以实现张拉。索头螺母的拧紧主要
通过张拉撑脚的侧面预留孔进行操作，如图17
所示，图18为张拉完展厅的全景图。
图17 张拉示意图18 张拉完展厅全景图
3.6 张拉时的技术参数及控制原则
控制原则：索力控制为主，变形控制为辅。
主要技术参数：索力P、杆件内力、桁架端部水平位移L、控制节点和跨中矢高f。
选择第一榀张弦桁架作为试验架，施工前用仿真模拟张拉工况，以此作为指导试张拉的依据。计算表明索拱达到变形控制点时所需张拉索力为137t，试张拉逐级加载分成5级，分别为0.2、0.4、0.6、0.8、1.05σcon,即274，548，822，1096，1439kN。先测定张弦桁架中点的矢高，依次测定桁架端部水平位移，以及其他测点的位移和内力，并及时在现场进行计算机辅助分析，调整下部张拉。
试张拉完成后，整理出各张拉技术参数的控制指标值，形成技术文件，用于指导正式张拉。正式张拉前，张拉设备和工具等辅助设备全部准备及加工到位运至现场。
张拉设备在有资质试验单位的试验机上进行标定。千斤顶与油压表配套校验，并作主被动标定。标定数据的有效期在6个月以内。
张拉时，服从统一指挥，按张拉给定的控制技术参数进行精确控制张拉。
4 钢索的张拉监测
为保证结构在施工期的安全，并使预应力钢索张拉与设计相符，必须进行预应力钢索张拉阶段的监测，包括索拉力监测和变形监测。
本工程施工阶段监测包括两部分内容。一部分为预应力钢索的受拉应力监测，一部分为结构的变形监测。
在预应力钢索进行张拉时，钢结构部分会随之变形。钢结构的位移与预应力钢索的拉力是相辅相成的，即可以通过钢结构的变形计算出预应力钢索的应力。基于此，在预应力钢索张拉的过程中，结合施工仿真计算结果，对钢结构变形监测保证预应力施工安全、有效。
施工完成后，监测实测值与理论计算比较如下：张拉伸长量与理论误差在5%以内；桁架跨中反拱位移测量值与理论值相差10%以内。这些结果表明本工程的张拉比较理想，符合施工验收规范和设计要求。
5 结论
由于对张弦桁架进行科学的施工过程分析，制定合理的施工方案。从进场到离场总共花费55d时间，四个展厅的32榀张弦桁架22d内完成放索和张拉，并配合总包安装到位，创造了“三天四榀”的钢结构张拉安装新速度。
参考文献
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西广场展厅张弦桁架屋盖设计，[J]，建筑结构，2006,36(6):76-79
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津梅江会展中心张弦桁架施工监测检测报告
[R]．北京：2009.
贵阳奥林匹克体育中心主体育场
预应力施工技术
王泽强1 蔡兴东1 王 丰1 贺振科2 尹昌洪 2
（1.北京市建筑工程研究院，北京 100039；2.中建钢构有限公司（武汉），武汉 430064)
摘 要：贵阳奥林匹克体育中心体育场为大悬挑预应力钢结构，西看台屋盖桁架上部有16根预应力拉索。本文详细介绍了该工程的预应力施工过程，采取分级对称张拉方法，第1级张拉完成后拆除支撑。对张拉过程中钢结构应力、拉索索力、结构竖向变形等进行施工监测，结合施工仿真计算结果，提出了监测结果的合理性和正确性。
关键词：大悬挑预应力钢结构；仿真计算；施工监测；施工技术
PRESTRESSED CONSTRUCTION TECHNOLOGY OF THE MAIN STADIUM
IN GUIYANG OLYMPIC SPORTS CENTER
Wang Ze-qiang Cai Xingdong Wang Feng He Zhen-ke Yin Chang-hong
(1.Beijing Building Construction Research Institute，Beijing 100039,China；
2.China Construction Steel Structure Co.Ltd,Wanhan)
Abstract The main stadium in Guiyang Olympic Sports Center is large cantilever prestressed steel structure. There are sixte en cables in the top of west roof truss. The process of prestressed construction is introduced in the article. The symmetrical and grading methods of tension are used. The support is moved after the first grade 1 of completion. The steel stress, the cable force and the distortion in the prestressing process were monitored. According to the construction simulation results, the rationality and correctness of monitoring results were proved.
Keywords: large cantilever prestressed steel structure; simulation calculation; construction monitoring; construction technology
1 工程概况
贵阳奥体中心主体育场工程为贵阳奥体中心一期建设工程，已被列为全省重点项目和贵阳市2008年“十件实事”之一，工程占地465亩，建筑面积78392㎡。项目建设工期为两年半，工程投资7.9亿元。贵阳奥体中心不仅将作为2011年第九届全国少数民族传统体育运动会的举办场馆，而且也为将来承办“全运会”、“城运会”等全国性综合比赛及部分项目的国际单项比赛奠定了基础。整体结构效果图及实物照片如下图1所示。
本工程西边看台屋顶采用双向弯曲桁架交错组成，屋盖钢结构沿环向长度约为410m，沿径向长度约为69m，在屋面中部区段设置屋面支撑，屋面桁架最大悬臂长度为49m。为满足结构刚度及控制结构位移要求，使结构造型得以实现，在屋面桁架上弦设置了16根预应力拉索。预应力拉索规格为：Ф5×127，缆索材料采用包双层PE保护套，锚具采用外露式的索头和调节套筒；钢索内钢丝直径5mm，采用高强度低松弛冷拔镀锌钢丝，抗拉强度不小于1670MPa，屈服强度不小于1410MPa，钢索抗拉弹性模量（E）不小于1.9×105MPa。西看台结构拉索布置及剖面图见图2所示。
图1 贵阳奥林匹克体育中心体育场效果图及实物照片
图2 结构三维图及剖面
2 施工流程