崔楠楠，賈布裕，余曉琳，麥梓浩，楊　錚，顏全勝

(華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院，廣東 廣州　510640)

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斜拉橋單向預(yù)應(yīng)力體系索塔錨固區(qū)足尺模型試驗研究*1

崔楠楠，賈布裕?，余曉琳，麥梓浩，楊錚，顏全勝

(華南理工大學(xué) 土木與交通學(xué)院，廣東 廣州510640)

為研究布置單向預(yù)應(yīng)力的混凝土索塔錨固區(qū)的傳力機理，明確該類新型索塔錨固區(qū)的實際受力狀況，以廣中江高速公路西江水道橋為工程背景，進行了索塔節(jié)段足尺模型試驗和有限元數(shù)值分析，試驗中特制了與實橋一致的平行鋼絲索短索，并設(shè)計了斜向加載反力梁，以模擬斜拉索的大噸位斜向荷載；試驗過程中觀測結(jié)構(gòu)的應(yīng)力、變形以及裂縫發(fā)展.研究結(jié)果表明：理論分析與試驗結(jié)果吻合較好，結(jié)構(gòu)在1.2倍設(shè)計荷載下仍處在彈性受力狀態(tài)，主要受力部位未發(fā)現(xiàn)裂縫；推算抗裂安全系數(shù)為2.04，布置在順橋向塔壁的單向預(yù)應(yīng)力能夠提供足夠的壓應(yīng)力儲備.

斜拉橋；預(yù)應(yīng)力混凝土;試驗研究;索塔錨固區(qū)；單向預(yù)應(yīng)力；有限元分析

斜拉橋索塔錨固區(qū)應(yīng)力集中且分布復(fù)雜，是關(guān)系到斜拉橋結(jié)構(gòu)安全的關(guān)鍵部位.對于斜拉索側(cè)壁錨固的箱型截面混凝土索塔，目前大多采用U型、井型或混合型預(yù)應(yīng)力布置形式，但其普遍存在施工困難，永存預(yù)應(yīng)力不能保障以及預(yù)壓應(yīng)力與斜拉索產(chǎn)生的應(yīng)力分布不吻合等缺陷[1-3]；且U型預(yù)應(yīng)力的摩阻損失規(guī)律難以掌握，其形狀使得錨固區(qū)應(yīng)力場更加復(fù)雜，在我國幾乎每一座采用此種型式的大跨度斜拉橋都要進行模型試驗，造成極大的浪費.為避免上述缺陷，提出一種新型的單向預(yù)應(yīng)力布置形式，僅在順橋向塔壁布置單向預(yù)應(yīng)力，橫橋向依靠厚壁混凝土抗剪來抵抗斜拉索水平分力.這種單向布束方式具有受力明確、施工簡單等顯著優(yōu)點，廣中江高速公路三座大跨度斜拉橋均將采用此方案，然而目前國內(nèi)外鮮有類似案例，缺乏設(shè)計和施工經(jīng)驗，因此有必要通過模型試驗研究其受力性能.

在相關(guān)試驗研究方面，文獻[4-5]中采用水平加載的方式進行足尺模型試驗，研究了U型預(yù)應(yīng)力錨固區(qū)的受力性能；文獻[6]采用斜向加載的試驗方式研究了井型預(yù)應(yīng)力錨固區(qū)的受力性能；文獻[7-9]采用斜向加載的方式對U型或混合型預(yù)應(yīng)力錨固區(qū)進行了研究.文獻[10-11]進一步對錨固區(qū)的受力機理和設(shè)計方法進行了研究.可以看出，目前國內(nèi)外已積累了多個實際斜拉橋錨固區(qū)足尺模型試驗的可靠數(shù)據(jù)，但試驗結(jié)果往往僅適用于該相關(guān)工程，而且部分采用水平加載，與實際不符，斜向加載時用鋼絞線代替平行鋼絲索，導(dǎo)致索孔尺寸加大，削弱了結(jié)構(gòu)；并且對于單向預(yù)應(yīng)力布置形式的索塔尚未見相關(guān)研究，初步有限元分析表明，其受力模式以及開裂敏感區(qū)的位置與傳統(tǒng)預(yù)應(yīng)力布置形式的混凝土索塔有所不同.因此，本文針對這種新型的單向預(yù)應(yīng)力體系索塔錨固區(qū)進行了足尺模型試驗，試驗中定制與實橋一致的短束平行鋼絲索，采用實際角度的斜向加載，結(jié)合有限元分析，研究了不同荷載階段下結(jié)構(gòu)的應(yīng)力，變形和裂縫發(fā)展情況，為單向預(yù)應(yīng)力體系索塔錨固區(qū)的設(shè)計和施工提供依據(jù).

本文依托工程為廣中江高速公路西江水道橋，該橋為獨柱雙塔中央索面半飄浮體系斜拉橋，跨徑布置為57.5m+172.5m+400m+172.5m+57.5m.

1　足尺模型試驗方案

1.1試驗節(jié)段選取與模型設(shè)計

西江水道橋索塔采用“方圓結(jié)合”造型，整個索塔由底部的正方形截面逐漸變化到頂部的圓形截面.通過建立整個橋塔的有限元模型，得到各節(jié)段的應(yīng)力分布，據(jù)此選擇截面面積相對較小，索力較大的18號索節(jié)段(全橋共31對索)作為試驗節(jié)段.根據(jù)圣維南原理，將2.5m的標準節(jié)段分別向上向下延伸一定長度，以減少邊界條件對于所選節(jié)段受力的影響，通過對3.2m、3.4m、3.6m和3.8m的試驗?zāi)Ｐ瓦M行有限元分析，最終確定的試驗?zāi)Ｐ透叨葹?.4m，此高度范圍內(nèi)有7對單向預(yù)應(yīng)力筋.根據(jù)應(yīng)力等效原則將原橋塔的不規(guī)則變截面轉(zhuǎn)換為方形的常截面，截面尺寸為5.9m×5.9m.為了實現(xiàn)斜拉索的斜向加載，本試驗在模型底部設(shè)計了預(yù)應(yīng)力混凝土梯形臺座，作為張拉斜拉索的反力梁.試驗?zāi)Ｐ偷牧⒚鎴D見圖1，索塔截面預(yù)應(yīng)力布置的具體尺寸見圖2，模型試驗現(xiàn)場照片見圖3.

圖1　試驗?zāi)Ｐ土⒚鎴D(mm)Fig.1　Elevation of full-scale test model (mm)

圖2　索塔截面預(yù)應(yīng)力布置圖(mm)Fig.2　Prestressing tendons in the model (mm)

圖3　試驗?zāi)Ｐ同F(xiàn)場照片F(xiàn)ig.3　Model test scene photo

試驗?zāi)Ｐ筒捎肅50混凝土(與原橋一致)，預(yù)應(yīng)力采用公稱直徑15.2mm的鋼絞線，抗拉強度標準值fpk=1 860MPa，彈性模量Ep=195GPa，每束16根，預(yù)應(yīng)力孔道采用D104/90mm的塑料波紋管.

1.2加載方案

將特制的平行鋼絲索短索的一端固定于臺座，另一端用最大噸位900t的千斤頂張拉. 依托工程施工順序為先建造完成整個索塔，再建主梁，每建一節(jié)段主梁，安裝相應(yīng)的斜拉索．因此根據(jù)實際結(jié)構(gòu)施工和運營階段不同的受力狀態(tài)，試驗分為以下3個工況：

工況1：單向預(yù)應(yīng)力單獨作用.預(yù)應(yīng)力鋼束采用單端張拉，控制張拉力3 124.8kN，所有預(yù)應(yīng)力鋼束全部完成張拉.

工況2：正常使用狀態(tài).斜拉索索力與預(yù)應(yīng)力共同作用，Z18設(shè)計索力P為7 454.4kN，B18為6 503.9kN.加載順序為0→0.4P→0.6P→0.8P→0.9P→1.0P→0.7P→0.5P→0.

工況3：1.2倍超載狀態(tài).斜拉索索力與預(yù)應(yīng)力共同作用，Z18超載索力1.2P為8 945.3kN，B18為7 804.7kN.加載順序為0→0.6P→0.8P→1.0P→1.1P→1.2P→0.7P→0.5P→0.

在正式加載前，進行0.3P的預(yù)載，檢查各儀表、傳感器工作情況，消除各種非線性初始影響.

1.3測點布置

1)應(yīng)變測量.為方便描述，斜拉索錨固塊所在的塔壁稱為“前墻”，布置有預(yù)應(yīng)力的塔壁稱為“側(cè)墻”.混凝土內(nèi)部應(yīng)變通過在普通鋼筋上綁扎鋼筋計和埋入式振弦傳感器來測量.混凝土表面應(yīng)變通過粘貼表面式振弦傳感器測量.測點沿模型高度方向從上至下分6層布置，編號方式采用：層號+點號+測試元件種類，表面式振弦傳感器用E表示，埋入式振弦傳感器用M表示，鋼筋計用N表示；例如4-1E代表第4層1號位置的測點，其用表面式振弦傳感器測量.測點的平面布置點位如圖4所示(圖中僅標注了點號+測試原件，層號未標出).分層示意見圖5.前墻外表面索孔附近的測點編號如圖6所示(其中層號8表示不規(guī)則層，其測點編號也不再遵循圖4所示的規(guī)則層編號順序)，括號內(nèi)的編號為另一面前墻對稱位置的測點編號.

圖4　測點平面布置圖Fig.4　Plan of test points

圖5　測點布置分層示意圖Fig.5　Elevation of test points

2)變形測量和裂縫觀測.在模型頂部和中部布置電子百分表，共兩層，每層4個，布置平面圖見圖7.在試驗?zāi)Ｐ偷谋砻?，?0cm×50cm方格畫出方格線，試驗過程中用讀數(shù)顯微鏡觀測每級荷載下有無裂縫產(chǎn)生及裂縫分布、寬度和發(fā)展情況.

圖6　前墻外表面索孔附近測點編號Fig.6　Test points numbers near the sleeve onfront wall outside surface

圖7　變形測點布置圖Fig.7　Locations of displacement testing points

2　有限元數(shù)值模擬

有限元數(shù)值模擬的結(jié)果可為試驗設(shè)計提供依據(jù)，而試驗數(shù)據(jù)又可反觀數(shù)值模擬的可靠性，因此有限元數(shù)值模擬對試驗與分析都具有重要意義[12-13].本文用ANSYS有限元軟件按模型的實際尺寸和加載情況建立三維有限元模型(見圖8)，進行線彈性計算.模型采用solid45彈性單元模擬混凝土實體；link8單元模擬預(yù)應(yīng)力鋼筋，通過初應(yīng)變施加預(yù)應(yīng)力，考慮預(yù)應(yīng)力損失；shell63單元模擬斜拉索套筒.模型忽略普通鋼筋的影響.混凝土和預(yù)應(yīng)力鋼筋的材料性質(zhì)按試驗中預(yù)留試件的實測各項指標取值.

圖8　試驗有限元模型Fig.8　 FEM model for specimen

在臺座的底面約束模型的豎向位移(Y方向)，并在底面的對稱軸位置約束順橋向(Z方向)和橫橋向(X方向)的位移.模型頂面自由.按照試驗方案先后進行3種工況的計算.

3　試驗與有限元計算結(jié)果的對比分析

3.1單向預(yù)應(yīng)力束單獨作用

有限元計算的應(yīng)力云圖見圖9.

(a) 側(cè)墻內(nèi)側(cè)順橋向 (Z向) 應(yīng)力云圖(Pa)

(b) 側(cè)墻外側(cè)順橋向 (Z向) 應(yīng)力云圖(Pa)

(c) 前墻內(nèi)側(cè)橫橋向 (X向) 應(yīng)力云圖(Pa)

(d) 前墻外側(cè)橫橋向 (X向) 應(yīng)力云圖(Pa)圖9　索塔單向預(yù)應(yīng)力作用下的應(yīng)力云圖Fig.9　Stress contour of the tower under prestressing

圖9所示的有限元計算結(jié)果表明：在單向預(yù)應(yīng)力作用下，模型側(cè)墻內(nèi)表面預(yù)壓應(yīng)力約為-5.83～-3.72MPa，塔柱底部受臺座影響，壓應(yīng)力稍小.側(cè)墻外表面壓應(yīng)力較小，約為-0.88～ -0.50MPa.模型前墻內(nèi)表面應(yīng)力均表現(xiàn)為拉應(yīng)力，錨塊以上達2.53～ 3.75MPa，錨塊及以下部分為0.94～2.53MPa.前墻外表面中部存在-1.31～-0.37MPa的壓應(yīng)力，角部及斜拉索索孔下方為0.5～1.5MPa的拉應(yīng)力.

將具有代表性的一部分測點的計算值和實測值列于表 1，二者雖有差異，但整體上較吻合，某些測點(如3-6N，2-10N)偏差百分比較大是因為應(yīng)力絕對值很小，傳感器稍有擾動即引起很大百分比誤差，但其絕對誤差值是很小的.測點2-13E,5-13E位于前墻內(nèi)表面拐角部位，實測值表現(xiàn)出異常大的拉應(yīng)力，經(jīng)檢查該部位出現(xiàn)細裂縫，裂縫寬度很小，約為0.05～0.08mm，裂縫分布見圖10.文獻表明此處細裂縫非本文研究的新型單向預(yù)應(yīng)力體系索塔錨固區(qū)所獨有，U型預(yù)應(yīng)力體系亦無法避免前墻內(nèi)側(cè)出現(xiàn)高拉應(yīng)力區(qū)[1,14],然而張拉大噸位斜拉索力之后，此拉應(yīng)力將被抵消，在橋梁的使用過程中將不會存在高拉應(yīng)力區(qū).為避免施工階段產(chǎn)生局部細裂縫影響混凝土結(jié)構(gòu)的耐久性，建議局部增加防裂鋼筋網(wǎng)或局部構(gòu)造優(yōu)化，同時控制預(yù)應(yīng)力施工程序.

表1　預(yù)應(yīng)力作用下各測點實測值和計算值Tab.1　Tested and simulated value at pointsunder prestressing

圖10　主跨前墻內(nèi)表面裂縫示意圖Fig.10　 Cracks on the front wall insidesurface of mainspan

實測值和計算值均表明，在單向預(yù)應(yīng)力作用下，橋塔側(cè)墻出現(xiàn)了較大的壓應(yīng)力增量，壓應(yīng)力由內(nèi)表面向外表面逐漸減小，模型內(nèi)表面中部的傳感器測得壓應(yīng)力為-6.0～ -4.0MPa左右,預(yù)應(yīng)力作用效果明顯.前墻內(nèi)表面的中部出現(xiàn)較大的拉應(yīng)力，并有細裂縫出現(xiàn)，其他部位未發(fā)現(xiàn)裂縫，大部分測點計算值與實測值吻合良好，實測值略小于計算值.

3．2正常使用狀態(tài)

有限元計算的應(yīng)力云圖見圖11，計算結(jié)果表明：在單向預(yù)應(yīng)力和1.0倍工作索力的共同作用下，模型側(cè)墻仍存在-3.5～ -2.5MPa左右的壓應(yīng)力.張拉預(yù)應(yīng)之后在前墻內(nèi)表面產(chǎn)生的高拉應(yīng)力區(qū)，施加索力后有所改善.前墻外表面斜拉索套筒附近存在較大拉應(yīng)力.

限于篇幅，僅將塔壁具有代表性的部分測點的應(yīng)變增量-荷載曲線繪于圖12.

(a)側(cè)墻內(nèi)側(cè)順橋向(Z向)應(yīng)力云圖(Pa)

(b)側(cè)墻外側(cè)順橋向(Z向)應(yīng)力云圖(Pa)

(c)前墻內(nèi)側(cè)橫橋向(X向)應(yīng)力云圖(Pa)

(d)前墻外側(cè)橫橋向(X向)應(yīng)力云圖(Pa)圖11　索塔正常使用狀態(tài)下的應(yīng)力云圖Fig.11　Stress contour of the tower in serviceability limit state

荷載等級 (a)實測應(yīng)變增量-荷載曲線(前墻與側(cè)墻測點)

荷載等級 (b)實測應(yīng)變增量-荷載曲線(索孔附近測點)

荷載等級 (c)測點3-1N應(yīng)變增量-荷載曲線

荷載等級 (d)測點2-12E應(yīng)變增量-荷載曲線圖12　正常使用狀態(tài)應(yīng)變增量-荷載曲線Fig.12　Strain increment-displacement curve in serviceability limit state

圖12(a)中各測點的荷載應(yīng)變關(guān)系基本呈線性關(guān)系，可以看到前墻內(nèi)表面的測點(2-21E)在設(shè)計索力下出現(xiàn)較大的壓應(yīng)變增量，這將抵消預(yù)應(yīng)力施工時出現(xiàn)的拉應(yīng)力.前墻的關(guān)鍵區(qū)域為外表面中部，此位置的測點3-23E出現(xiàn)拉應(yīng)變增量，在1.0P為55.3εμ，疊加上一工況應(yīng)力之后，此區(qū)域會出現(xiàn)0.66MPa的拉應(yīng)力，小于C50混凝土的容許拉應(yīng)力2.64MPa.側(cè)墻的關(guān)鍵區(qū)域為內(nèi)表面的拐角部位，測點2-18E的拉應(yīng)變增量在1.0P為92.2εμ，與預(yù)壓應(yīng)力疊加之后仍存在-3.26MPa的壓應(yīng)力.側(cè)墻的拉應(yīng)變增幅大于前墻，說明側(cè)墻受力較大，單向預(yù)應(yīng)力體系是合理的.

圖12(b)中的測點位于索孔附近，當(dāng)加載至0.6P時，應(yīng)變陡然增大，經(jīng)檢查在前墻外表面4個索孔下方均出現(xiàn)細裂縫，但隨著荷載的增加裂縫幾乎不增長，寬度為0.05mm左右，加載1.0P時長度為15cm左右.在文獻[14-15]等布置U型預(yù)應(yīng)力混凝土索塔的足尺模型試驗中也觀測到了類似裂縫，認為此處細裂縫雖較早出現(xiàn)，但應(yīng)力能夠有效地進行重分布，裂縫隨荷載增加開展緩慢，不致于過早地危及整體結(jié)構(gòu)的安全，且通過增加防裂鋼筋網(wǎng)等構(gòu)造措施可以有效地避免.有限元分析及文獻表明索孔對于前墻應(yīng)力規(guī)律的影響不大，只對索孔附近混凝土應(yīng)力分布有影響[16]，裂縫不隨荷載規(guī)律增長說明此處裂縫屬于局部應(yīng)力集中引起的裂縫，隨著局部應(yīng)力重分布具有自限性.

模型其他部位未發(fā)現(xiàn)裂縫.

圖12 (c)，(d)給出了計算值與測試值的對比結(jié)果，二者變化趨勢吻合較好,計算值普遍稍大于實測值.

圖13給出塔頂2個測點的位移，模型前墻外凸，側(cè)墻內(nèi)凹，前墻變形大于側(cè)墻.

荷載等級圖13　位移-荷載曲線Fig.13　Displacement-load curve

3．3倍超載狀態(tài)

模型試驗中一些關(guān)鍵測點的應(yīng)變增量-荷載曲線如圖14所示，大部分測點的變化規(guī)律是同上一工況(正常使用狀態(tài))相似的，應(yīng)變與荷載的比例基本不變，說明索塔在超載狀態(tài)下仍處于彈性工作狀態(tài).上一工況中索孔附近出現(xiàn)的裂縫幾乎未增長，其他主要受力區(qū)域未發(fā)現(xiàn)裂縫.

荷載等級圖14　超載狀態(tài)應(yīng)變增量-荷載曲線Fig.14　Strain increment-load curve in overload state

由于索塔模型仍處于彈性工作狀態(tài)，將該工況實測應(yīng)力增量與預(yù)應(yīng)力作用下的實測應(yīng)力疊加，得到超載狀態(tài)下索塔關(guān)鍵位置的應(yīng)力狀態(tài)，列于表2．側(cè)墻仍存在-3～ -2MPa的預(yù)壓應(yīng)力，前墻外表面有拉應(yīng)力存在，超載狀態(tài)下結(jié)構(gòu)的主要受力部位是安全的，不會開裂.

表2　超載狀態(tài)下關(guān)鍵位置實測應(yīng)力疊加Tab．2　Sum of tested strain at critical points in overload state

3．4抗裂安全系數(shù)的推算

根據(jù)有限元及試驗結(jié)果分析，索塔的危險區(qū)域主要為前墻外表面中部以及側(cè)墻內(nèi)表面拐角處，因此以上述二者為控制區(qū)域近似推算索塔的抗裂安全系數(shù)，推算數(shù)據(jù)采用實測值[17].在1.0倍工作索力的作用下，中跨前墻外表面中部測點3-23E測有1.91MPa的拉應(yīng)力增量，側(cè)墻內(nèi)表面拐角處測點2-18E測有3.18MPa的拉應(yīng)力增量；而在單向預(yù)應(yīng)力束作用下，前墻測點3-23E處有-1.25MPa的壓應(yīng)力，側(cè)墻測點2-18E處有-6.44MPa的壓應(yīng)力.若以2.64MPa拉應(yīng)力作為開裂臨界值[18]，則開裂荷載計算如下：

因此，前墻的抗裂安全系數(shù)為2.04，側(cè)墻為2.86，整個結(jié)構(gòu)的抗裂安全系數(shù)由前墻控制，取為2.04，可見單向預(yù)應(yīng)力束布置使得索塔有足夠的安全儲備來抵抗斜拉索力，但前墻與側(cè)墻的抗裂安全度不均衡，前墻先于側(cè)墻開裂，建議通過優(yōu)化分析確定更加合理的預(yù)應(yīng)力位置.

4　 結(jié)　論

1) 索塔在張拉單向預(yù)應(yīng)力之后，側(cè)墻存在較大的壓應(yīng)力儲備，前墻內(nèi)表面有高拉應(yīng)力區(qū)出現(xiàn)，施加索力可以抵消該區(qū)域的拉應(yīng)力.

2) 在單向預(yù)應(yīng)力和工作索力的共同作用下，側(cè)墻全截面受壓，前墻內(nèi)表面受壓，外表面有較小的拉應(yīng)力出現(xiàn).1.2倍超載狀態(tài)下，結(jié)構(gòu)仍處于彈性受力狀態(tài).

3) 前墻外表面索孔附近在施加0.6P索力之后出現(xiàn)細裂縫，隨著荷載增加裂縫幾乎不增長，這是由于局部應(yīng)力集中引起的，隨著局部應(yīng)力重分布裂縫具有自限性，建議通過加防裂鋼筋網(wǎng)等構(gòu)造措施來改善.

4) 索塔的抗裂安全系數(shù)為2.04，單向預(yù)應(yīng)力束布置使其具有足夠的安全儲備來抵抗斜拉索力；前墻與側(cè)墻的抗裂安全度略有不均衡,前墻先于側(cè)墻開裂,建議通過優(yōu)化分析確定更加合理的預(yù)應(yīng)力位置.

5) 在彈性受力階段，實測值和計算值吻合較好，說明建立的有限元模型可以較為準確地反映實際結(jié)構(gòu),因此，有限元模型可用于索塔的進一步參數(shù)分析.

試驗和有限元計算表明，單向預(yù)應(yīng)力體系混凝土索塔受力明確合理，并且有效地避免了U型和井型預(yù)應(yīng)力布置施工困難、應(yīng)力分布不均衡、截面削弱大等缺點，可以在進一步優(yōu)化后推廣其應(yīng)用.

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Full-scale Model Test of Pylon Anchorage Zone with One-way Prestressing Tendons in Cable-stayed Bridge

CUI Nan-nan, JIA Bu-yu?, YU Xiao-lin ，MAI Zi-hao,YANG Zheng,YAN Quan-sheng

(Dept of Civil Engineering and Transportation, South China Univ of Technology, Guangzhou, Guangdong510640，China)

Inordertostudythemechanismofnewone-waypre-stressedtendonsappliedtocable-pylonanchoragezone,aswellastoclarifytheactualstressdistributionofthetendons,afull-scalemodeltestandfiniteelementanalysiswereconducted.Astheconstructionbackground,XijiangRiverBridgeofGuangzhou-Zhongshan-Jiangmenhighwaywasconsidered.Tosimulatethelarge-tonnageinclinedloadofthecable,fourshortparallelwirecablesandareactionbeamweredesignedandmanufactured.Strains,displacements,andcracksofthestructureweremeasured.Thepredictionsbythefiniteelementanalysisagreedwellwiththetestresults.Thelinearstraindistributionsofthestructureweremeasuredevenat1.2timesofdesignedload,andcracksdidnotoccurinthemainload-resistingmembers.Inaddition,thesafetycoefficient2.04wasestimatedtopreventcracks,andenoughprestressreservewasprovidedbytheone-waypre-stressedtendonsplacedinthelongitudinaldirectionwall.

cable-stayedbridge;prestressedconcredte;experiments;pylonanchoragezone;one-wayprestressingtendons;FEA

1674-2974(2016)05-0061-09

2015-05-25

國家自然科學(xué)基金資助項目(51478193，51208208)，National Nature Science Foundation of China(51478193，51208208)；中國博士后科學(xué)基金資助項目(2013M542174)；中央高?；究蒲袠I(yè)務(wù)費專項資金資助項目(2014ZZ0019)

崔楠楠(1987-)，女，山東煙臺人，華南理工大學(xué)博士研究生?通訊聯(lián)系人，E-mail:ctjby@scut.edu.cn

TU378

A