搜索大渡河大橋主梁0號塊段托架方案設計
2016-12-13 by:CAE仿真在線 來源:互聯(lián)網(wǎng)
目 錄
一、 設計概況........................................................ 1
二、 施工方案設計概述................................................ 1
三、 設計依據(jù)........................................................ 1
四、 主要桿件計算結果統(tǒng)計............................................ 1
五、 主托架平臺設計.................................................. 2
(一)腹板下底縱梁(4匚20a)計算...................................... 2
(二)空箱下底縱梁(5匚20a)計算...................................... 3
(三)前后橫梁(鋼箱496x230)計算..................................... 4
(四)承重托架計算................................................... 5
1、預埋段主縱梁驗算(2匚36a)....................................... 6
2、外接段主縱梁驗算(2匚20a)....................................... 6
3、斜柱驗算(2匚20a)............................................... 6
4、格構式斜柱設計.................................................. 6
5、主縱梁連接焊縫驗算.............................................. 8
6、斜柱上端搭接焊縫驗算............................................ 9
7、斜柱下端頂接焊縫驗算........................................... 10
8、斜柱預埋件驗算................................................. 11
六、 墩頂?shù)装屙拍＜茉O計............................................. 11
(一)組合鋼模面板驗算.............................................. 12
(二)枋木分配梁驗算................................................ 12
(三)碗扣鋼管支架驗算.............................................. 12
七、 副托架計算..................................................... 13
1、翼緣荷載集度計算............................................... 13
2、內力計算....................................................... 13
3、縱梁驗算(匚20a)............................................... 14
4、斜柱驗算(2∠90×6).............................................. 14
5、縱梁連接焊縫驗算............................................... 15
6、斜柱焊縫驗算................................................... 16
7、縱梁預埋件驗算................................................. 17
8、斜柱預埋件驗算................................................. 17
一、 設計概況
漢源大樹大渡河大橋主橋為三跨預應力砼連續(xù)剛構,其跨徑組合為133m+255m+133m。主梁采用單箱單室截面,箱頂板寬10.5m,底板寬6.5m(墩頂段寬8.5m)。箱梁0號塊段長15m,根部斷面高16m,縱橋向懸伸長度2m。在墩頂范圍內,箱梁腹板厚100cm,頂板厚50cm,底板厚150cm。
全橋共計2個0號梁段,單個0號梁段砼數(shù)量為1125.6m3。0號梁段單側懸伸段體積為107.2m3,重量278.7t。
二、 施工方案設計概述
0號梁段擬采用托架法進行現(xiàn)澆施工。由于0號梁段是墩身與箱梁連接的關鍵部位,具有斷面高、砼體積大、鋼筋及預應力管道密集等特點,為方便施工、保證砼澆筑質量和減輕支架負荷,豎向分為四層澆筑,前三層砼澆筑高度均為4.5m,第四次即頂層砼澆筑高度為2.5m,按翻模法施工。
第一層砼施工采用在墩頂預埋牛腿支架(簡稱主托架)進行,墩身箱內底板支架考慮拆除困難等原因采用碗扣式滿堂支架澆筑,外側模直接采用翻模法接高墩身模板施工(模板作適當調整)。第二、三層砼直接在已澆筑砼模板上翻模接高澆筑。第四層砼采用在第三層箱梁腹板上預埋牛腿支架(簡稱副托架)支撐翼緣板施工;0號塊段內箱頂板采用滿堂支架澆筑,懸伸段頂板采用牛腿內模架施工。
本方案設計均采用容許應力法計算,不計結構、荷載及材料等安全系數(shù)。設計計算采用Midas Civil軟件,荷載組合取:2×結構自重+外荷載(注:結構自重未計入聯(lián)接系重量,故采用2倍自重組合),其它軟件校核。
0號塊段施工支架布置圖詳見附圖。
三、 設計依據(jù)
1、《公路橋涵鋼結構及木結構設計規(guī)范》
2、《鋼結構設計規(guī)范》
3、《公路橋涵施工技術規(guī)范》
4、《路橋施工計算手冊》
5、公路施工手冊《橋涵》
四、 主要桿件計算結果統(tǒng)計
|
部位 |
構件 名稱 |
規(guī)格 (mm) |
軸力 (kN) |
彎矩 (kN.m) |
正應力 (MPa) |
[σ] (MPa) |
剪力 (kN) |
剪應力 (MPa) |
[τ] (MPa) |
位移 |
備注 |
|
主托架 |
底縱梁 |
匚20a |
|
20.9 |
117.4 |
145 |
46 |
38.6 |
85 |
1/925 |
|
|
后橫梁 |
□496x230 |
|
77.3 |
25.4 |
145 |
165.8 |
11 |
85 |
1/9500 |
|
|
|
預埋段 主縱梁 |
2匚36a |
147 |
73.7 |
67.9 |
145 |
282.3 |
51.5 |
85 |
|
|
|
|
外接段 主縱梁 |
2匚20a |
147 |
3.2 |
34.5 |
145 |
3.8 |
1.6 |
85 |
1/1750 |
|
|
|
斜柱 |
2匚20a |
257.8 |
|
49.2 |
121.8 |
|
|
|
|
格構式柱 |
|
|
縱梁連 接焊縫 |
f=8 |
147 |
3.2 |
21 |
145 |
3.8 |
|
|
|
折算應力 |
|
|
斜柱上 端焊縫 |
f=8 |
255.1 |
1.5 |
30.4 |
145 |
0.9 |
|
|
|
折算應力 |
|
|
斜柱下 端焊縫 |
f=8 |
257.8 |
1.6 |
51.2 |
145 |
1 |
|
|
|
|
|
|
斜柱 預埋件 |
□500x350x16,4φ22U形錨筋錨固長度25d=55cm,與主筋焊接作為安全儲備。 |
|
|||||||||
|
底板砼 支架 |
分配梁 |
枋150x120 |
|
3.15 |
7 |
14 |
14 |
0.8 |
1.7 |
1/1000 |
|
|
碗扣 鋼管架 |
φ48x3 |
30 |
|
70.8 |
100.8 |
|
|
|
0.007m |
|
|
|
副托架 |
主縱梁 |
匚20a |
29.8 |
12.4 |
80 |
145 |
34.8 |
29.2 |
85 |
1/4651 |
|
|
斜柱 |
2∠90x6 |
48.2 |
0.3 |
25.2 |
89 |
|
|
|
|
格構式柱 |
|
|
縱梁 端焊縫 |
f=6 |
29.8 |
12.4 |
26.6 |
145 |
34.8 |
|
|
|
折算應力 |
|
|
斜柱 焊縫 |
f=8 |
48.2 |
0.3 |
75.4 |
145 |
0.5 |
|
|
|
折算應力 |
|
|
縱梁 預埋件 |
□300x200x16、2φ20U形錨筋錨固長度25d=50cm,與主筋焊接作為安全儲備。 |
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|
斜柱 預埋件 |
□250x200x16、2φ20U形錨筋錨固長度25d=50cm,與主筋焊接作為安全儲備。 |
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一、 主托架平臺設計
主托架平臺按第一次澆筑砼高度4.5m計算,懸伸段砼38.1m3,重量991kN。腹板計算寬度取1.4m(高度4.5m),底板計算寬度取3.7m(高度2m)。
底模板另行設計,擬采用6mm鋼面板、匚10主肋條。
底縱梁擬采用匚20a,橫梁采用掛籃下橫梁鋼箱496x230。單側托架共設置3榀,主縱梁預埋段(含外露35cm)采用2匚36a,外接主縱梁及斜柱均采用2匚20a組合。
(一)腹板下底縱梁(4匚20a)計算
(砼計算寬度1.4m,高度4.5m)
1、荷載計算
(1)砼自重:1.4×4.5×26×1.1=180.2kN/m(砼脹模系數(shù)取10%)
(2)側、底模自重:(4.5+2.5+1.4)×1.2=10.1kN/m(模板重按120kg/m2計)
(3)施工荷載:2.5kPa×1.4=3.5kN/m
(3)振搗荷載:2kPa×1.4=2.8kN/m
合計:q=196.6kN/m
經試算,底縱梁腹板下設置4匚20a,間距取0.3m,跨度組合為0.15+1.85=2m,q=196.6/4+自重0.2=49.4kN/m
2、內力計算
R1=53.4kN、R2=45.4kN
Qmax=46kN、Mmax=20.9kN.m、fmax=0.002m
3、強度驗算
A=28.83cm2、I=1780.4cm4、W=178.0cm3、S=104.7cm3、d=0.7cm
σ=M/W=20.9/178/10^-6=117416kPa<[σ]=145000kPa…滿足要求
τ=QS/It=46×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)=38645<[τ]=85000kPa…滿足
4、剛度驗算
f/l=0.002/1.85=1/925<[f/l]=1/400…滿足要求
(二)空箱下底縱梁(5匚20a)計算
(砼計算寬度3.7m,根部高2.5m、端部高1.5m)
1、荷載計算
(1)砼自重:根部3.7×2.5×26×1.1=264.6kN/m(砼脹模系數(shù)取10%)
端部3.7×1.5×26×1.1=158.7kN/m(砼脹模系數(shù)取10%)
(2)側、底模自重: 3.7×1.2=4.4kN/m(模板重按120kg/m2計)
(3)施工荷載:2.5kPa×3.7=9.3kN/m
(3)振搗荷載:2kPa×3.7=7.4kN/m
合計:根部q=285.7kN/m、根部q=179.8kN/m
經試算,底縱梁腹板下設置5匚20a,間距0.8m,跨度組合為0.15+1.85=2m,
q1=285.7/5+自重0.2=57.3kN/m、q2=179.8/5+自重0.2=36.2kN/m
2、內力計算
R1=54.3kN、R2=39.2kN
Qmax=45.9kN、Mmax=19.3kN.m、fmax=0.002m
3、強度驗算
σ=M/W=19.3/178/10^-6=108427kPa<[σ]=145000kPa…滿足要求
τ=QS/It=45.9×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)=38561<[τ]=85000kPa…滿足
4、剛度驗算
f/l=0.002/1.85=1/925<[f/l]=1/400…滿足要求
(三)前后橫梁(鋼箱496x230)計算
后橫梁Rmax=278.6kN、前橫梁Rmax=210.2kN、
Qmax=165.8kN、Mmax=77.3kN.m、fmax=0.0003m
1、強度計算
橫梁鋼箱斷面: (單位m)
A=0.020968m2,I=0.00075353m4,W=0.0030384m3,S=0.0011992m3,d=0.024m
σ=M/W=77.3/0.0030384=25441kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=165.8×0.0011992/(0.00075353×0.024)=10994kPa<[τ]=85000kPa
2、剛度計算
f/l=0.0003/2.85=1/9500<[f/l]=1/400
以上計算結果表明,前后橫梁均滿足規(guī)范要求。
(四)承重托架計算
托架模型及支點反力圖(kN)根據(jù)橫梁支點反力知,承重托架以第2榀控制復核計算。考慮墩身外緣素砼受力較差,支點位置按后退0.1m計算,主縱梁跨度2.1m,后橫梁作用點距錨固點0.25m。斜柱高差按3m設置,計算長度為3.66m。經試算,主縱梁預埋(含外露35cm)段采用2匚36a,外接主縱梁及斜腿采用2匚20a。
1、預埋段主縱梁驗算(2匚36a)
Nmax=147kN、Mmax=-73.7kN.m、Qmax=282.3kN、fmax=0.2mm
(t=2×9mm、A=2×60.89cm2、I=2×11874.1cm4、W=2×659.7cm3、S=2×389.9cm3)
σ=M/W+N/A=73.7/(2×659.7×10^-6)+ 147/(2×60.89×10^-4)
=67930kPa<[σ]=145000
τ=QS/It=282.3×2×389.9×10^-6/(2×11874.1×10^-8×2×0.009)
=51498kPa<[τ]=85000kPa
2、外接段主縱梁驗算(2匚20a)
Nmax=147kN、Mmax=3.2kN.m、Qmax=3.8kN、fmax=1.2mm
t=2×7mm、A=2×28.83cm2、I=2×1780.4cm4、W=2×178cm3、S=2×104.7cm3)
σ=M/W+N/A=3.2/(2×178×10^-6)+147/(2×28.83×10^-4)
=34483kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=3.8×2×104.7×10^-6/(2×1780.4×10^-8×2×0.007)
=1596kPa<[τ]=85000kPa
f/l=1.2/2100=1/1750<[f/l]=1/400
3、斜柱驗算(2匚20a)
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=1.0kN
格構式組合柱按雙軸等強布置。
σ=N/A+M/W=257.8/(2×28.83×10^-4)+1.6/(2×178×10^-6)
=49205kPa<[σ]=140000kPa
(3)穩(wěn)定計算
i=7.86cm、λy=L/i=366/7.86=47,按b類截面查得ф=0.87
[N]=фA[σ]=0.87×2×28.83×10^-4×140000
=702.3kN>N=257.8kN
4、格構式斜柱設計
(1)按照格構式壓桿雙軸等強度確定雙肢間距:
λ0x=√(λx^2+λ1^2)=λy=47
設λ1=24(≤40,且≤0.5λy=24),而ix1=2.11,則兩綴板凈距l(xiāng)o1=i1λ1=24×2.11=51cm:
λx=√(47^2-24^2)=40
ix=lx/λx=366/40=9.2cm,br=ix/0.44=21,取b=22cm
(2)驗算:
整個截面對虛軸的慣矩:Ix=2(128+28.83*(22/2-2.01)^2)=4916m4
ix=(Ix/A)^0.5=(4916/(2*28.83))^0.5=9.23cm、λx=L/i=366/8.26=40
換算λμx=√(λx^2+λ1^2)=(40^2+24^2)^0.5=47≤λy=47…滿足要求
單肢穩(wěn)定:λ1=51/2.11=24,ф1=0.957
[N]=фA[σ]=0.957×28.83×10^-4×140000×2
=773kN>N=257.8kN…滿足要求
(3)綴板設計:綴板寬度d=2/3b=15取d=15cm
綴板厚度t>d/40=15/40=0.4cm取t=8mm。
綴板尺寸為200×150×8mm3,凈距50cm,中距l(xiāng)1=65cm。
綴板剛度I1=1/12×0.8×15^3=225cm4
柱肢對x1軸的慣性矩Ix1=128cm4
2I1/b=2×225/22=21>6Ix1/l01=6×128/50=15滿足要求
一塊綴板所受的剪力T由下圖按平衡條件計算:
V=Af/85=2×28.83×10^-4×215000/85=14.6kN
根據(jù)平衡條件:Tb/2=V/4l1
T=Vl1/(2b)
=14.6×0.65/2/(0.22-2*0.0211)
=26.7kN
綴板為矩形截面,和柱肢相連處承受的彎矩為:
M=T×b/2=26.7×(0.22-0.0211*2)/2=2.37kN.m
σ=6M/(td^2)=6×2.37/(0.008×0.15^2)
=79000kPa<[σ]=145000kPa
τ=1.5T/dt=1.5×26.7/(0.15×0.008)
=33375kPa<[τ]=85000kPa
(4)焊縫計算
采用角焊縫hf=6mm,三面圍焊偏安全取豎焊縫20cm計算:
Af=0.7hf×ds=0.7×0.006×0.2=0.00084m2
Wf=0.7hf×ds^2/6=0.7×0.006×0.2^2/6=0.000028m3
σf=M/W=2.37/0.000028
=84643kPa<[σ]=145000kPa
τf=T/Af=26.7/0.00084
=31786kPa<[τ]=85000kPa
((σf/1.22)^2+τf^2)^0.5=((84643/1.22)^2+31786^2)^0.5
=76314kPa<[σ]=145000kPa
5、主縱梁連接焊縫驗算
Nmax=147kN、Mmax=3.2kN.m、Qmax=3.8kN
主縱梁2匚36a與2匚20a連接采用三面搭接角焊縫,取焊縫hf=8mm。
焊縫U形分布B=300mm(計算長度290mm)、H=200mm
單肢焊縫荷載N=73.5kN、F=Q=1.9kN、M=1.6kN.m(折合e=842m)
按承受動力荷載計算,βf=1
焊縫總有效面積Aw=0.7*8*(2*290+200)=4368mm2
焊縫重心距板端距離:
x0=(2*0.7*8*290*290/2)/4368=107.8mm
rx=B-x0=290-107.8=182.2mm、ry=200/2=100mm
Ix=0.7*8*(1/12*200^3+290*100^2)=19973333mm4
Iy=0.7*8*(2*1/12*290^3+2*290*(290/2-107.8)^2+200*107.8^2)=40273120mm4
J=Ix+Iy=19973333+40273120=60246453mm4
焊縫受扭矩T=F*(rx+e)=1.9*(182.2+842)/1000=1.946kN.m
扭矩在A點產生的正應力σT=T*rx/J=5.89MPa
扭矩在A點產生的剪應力τT=T*ry/J=3.23MPa
剪力在A點產生的正應力σV=V/Aw=0.43MPa
軸力在A點產生的剪應力τN=N/Aw=16.83MPa
A點折算應力:
σA={[(σT+σV)/βf]^2+(τT+τN)^2}^0.5=21.03MPa<=fwt=140MPa…滿足
6、斜柱上端搭接焊縫驗算
單位:mm
Nmax=255.1kN、Mmax=1.5kN.m、Qmax=0.9kN
外接主縱梁2匚20a與斜柱2匚20a連接采用L型搭接角焊縫,取焊縫hf=8mm。
焊縫偏安全的按U形分布B=100mm(計算長度90mm)、H=200mm計算
單肢焊縫荷載N=127.55kN、F=Q=0.45kN、M=0.75kN.m(折合e=1667m)
單肢分力N=264.1×sin35/2=75.7kN,F=264.1×cos35/2+1.0/2=108.7kN、M=0.9kN.m
焊縫總有效面積 Aw = 0.7 x hf x [2 x (B - 5) + H] = 4368 mm2
焊縫形心距板左端距離 x0 = 107.308 mm
rx = B - 5 - x0 = 182.692 mm
ry = H/2 + hf/4 = 102 mm
焊縫 Ix = 3.75255e+007 mm4
焊縫 Iy = 4.07595e+007 mm4
焊縫 J = Ix + Iy = 7.8285e+007 mm4
焊縫受扭矩 T = F x (B - x0 + e) = 0.834612 KN.M
焊縫受剪力 V = F = 0.45 KN
焊縫受軸力 N = 127.55 KN
扭矩在A點產生的正應力 σT = T x rx / J = 1.94772 MPa
扭矩在A點產生的剪應力 τT = T x ry / J = 1.08744 MPa
剪力在A點產生的正應力 σV = V / Aw = 0.103022 MPa
軸力在A點產生的剪應力 τN = N / Aw = 29.201 MPa
A點折算應力:
σA = {[(σT + σV) / βf]^2+(τT + τN)^2}^0.5 = 30.3578 MPa <= fwt=145MPa
7、斜柱下端頂接焊縫驗算
單位:mm
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=0.95kN
單肢分力:
N=257.8×sin35/2=73.93kN、V=257.8×cos35/2+0.95/2=106.06kN、M=0.8kN.m
匚20a槽鋼與預埋鋼板頂接焊縫呈U型分布(內側焊縫作為安全儲備),H=350mm、B=60mm。取焊縫hf=8mm。按承受動力荷載計算,βf=1。
Aw=0.7*8*(350+2*60)=2632mm2
Ix=0.7*8*(350^3/12+2*60*(350/2)^2)= 40588333mm4
焊縫最外緣:Wx=40588333/(350/2)=231933mm3
由軸力產生的正應力σN=N/Aw=28.09MPa
由剪力產生的剪應力τV=V/Aw=40.30MPa
由彎矩在A點產生的正應力σM_A=M/Wx=3.45MPa
折算應力:σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=51.2MPa<=[σ]=145MPa…滿足
8、斜柱預埋件驗算
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=1.0kN
預埋件N=257.8×sin35=147.9kN,V=257.8×cos35+1.0=212.2kN、M=1.6kN.m
計算依據(jù):GB50010--200210.9
(1)錨筋總截面面積計算
fc:砼抗壓強度設計值,砼為C40,fc=19.10MPa
fy:錨筋抗拉強度設計值,錨筋為HPB235,fy=210.00MPa
t:錨板厚度,t=16mm
d:錨筋直徑,d=22mm
z:外層錨筋中心間距,z=400mm
αr:外層錨筋中心間距,錨筋分為四層,αr=0.85
αb:錨板的彎曲變形折減系數(shù),αb=0.6+0.25t/d=0.782
αv:錨筋的受剪承載力系數(shù),αv=(4.0-0.08d)sqrt(fc/fy)=0.676
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=2907.8mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=1197.7mm2
所需錨筋總截面面積As=max(As1,As2)=2907.8mm2
現(xiàn)配錨筋總截面面積As0=8πd2/4=3041.1mm2 ≥ As 滿足!
(2)錨固長度計算
ft:砼軸心抗拉強度設計值,砼為C40,ft=1.71MPa
錨固長度la≥0.16dfy/ft=432mm
一、 墩頂?shù)装屙拍＜茉O計
0號塊段底板砼厚1.5m,周邊設高0.5m×寬1m倒角,砼按平均厚度1.8m計算。砼支架擬采用滿堂式碗扣鋼管支架,高度20m,間距0.6m×0.9m,橫桿步距1.2m。面板采用組合鋼模,跨度0.6m。分配梁采用枋木150×120,跨度0.9m。
(一)組合鋼模面板驗算
1、荷載計算(砼計算厚度1.8m)
(1)砼自重:1.8×26=46.8kN/m2
(2)底模自重:按50kg/m2=0.5kN/m2計
(3)施工荷載:2.5kPa
(4)振搗荷載:2kPa
合計:q=51.8kN/m2
2、受力驗算
根據(jù)JG/T3060-1999《組合鋼模板》知:組合鋼?？缍葹?.9m時允許承載力為45kN/m2,折算0.6m跨度允許承載力101kN/m2,大于q=51.8kPa,滿足要求。
(二)枋木分配梁驗算
1、荷載計算
偏安全按簡支梁計算,跨度為0.9m,荷載寬度0.6m,即q=0.6×51.8=31.1kN。
2、內力計算
M=ql^2/8=31.1×0.9^2/8=3.15kN.m、Q=ql/2=14 kN
3、強度計算
W=Bh2/6=0.12×0.15^2/6=0.00045m3
查《路橋施工計算手冊》得A-4杉木力學性質:
[σ]=11MPa、[τ]=1.7MPa、E=9000MPa
σ=M/W=3.15/0.00045=7000Kpa<[σ]=11000kPa……滿足要求
τ=Q/A=778kPa<[τ]=1700kPa……滿足要求
4、撓度計算:
f=5gL4/(384EI)
=5×31.1×0.9^4/(384×9000000×0.12×0.15^3/12)
=0.0009m
f/L=1/1000<[f]/L=1/400……滿足規(guī)范要求
(三)碗扣鋼管支架驗算
1、荷載計算
(1)枋木分配梁支反力:31.1×0.9=28kN
(2)支架:20m×33.3N/m×3/1000=2kN/m
(φ48×3mm鋼管自重3.33kg/m,聯(lián)桿及連接構造重量約為立桿的2倍)
N=30kN
2、強度計算
φ48×3mm鋼管:A=4.24cm2、i=15.95mm
I=л(D4-d4)/64=10.78cm4、W=0.0982(D4-d4)/D=4.493cm3
查《路橋施工計算手冊》得A3鋼力學性質:
[σ壓]=140MPa、E=2.1×10^5MPa
σ壓=N/A=30/(4.24×10^-4)=70754Kpa<[σ]=140000kPa
3、穩(wěn)定計算:
λ=L/i=1200/15.95=75,碗扣架(焊接鋼管)為b類截面,查得ρ=0.72
[N]=ρA[σ壓]
=0.72×4.24×10^-4×140000
=42.7kN>N=30kN……滿足要求
4、整體穩(wěn)定性
支架位于空心薄壁墩內,采用支架平撐頂緊墩壁方式保證支架整體穩(wěn)定,不需計算。
5、位移計算
f=PL/EA=30×20/(2.1×10^8×4.24×10^-4)=0.007m
二、 副托架計算
0號塊段懸伸段翼緣采用掛籃翼緣定型鋼模板,墩頂段翼緣采用臨時加工定型鋼模板。
1、翼緣荷載集度計算
外側砼按平均厚度0.4m計算,內側砼按平均厚度0.8m計算,寬度各為1m。
(1)砼自重:內側0.8×26=20.8kN/m2、外側0.4×26=10.4kN/m2
(2)模架自重:按350kg/m2=3.5kN/m2計(含面板及支架)
(3)施工荷載:2.5kPa
(4)振搗荷載:2kPa
合計:q內=28.8kN/m2、q外=18.4kN/m2
2、內力計算
(1)第1~3榀副托架荷載:根據(jù)平面布置,荷載范圍按1.5m計。
q內=1.5×28.8=43.2kN/m、q外=1.5×18.4=27.6kN/m
(2)第4榀副托架荷載:根據(jù)平面布置,荷載范圍按1+2m計。
q2=(28.8/4+3×18.4)/1.25=49.8kN/m
第1~3榀副托架 第4榀副托架
3、縱梁驗算(匚20a)
經比較第1~3榀副托架最大,故按此作控制驗算。
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN、fmax=0.43mm
t=7mm、A=28.83cm2、I=1780.4cm4、W=178cm3、S=104.7cm3)
σ=M/W+N/A=12.4/(178×10^-6)+29.8/(28.83×10^-4)
=79999kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=34.8×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)
=29235kPa<[τ]=85000kPa
f/l=0.43/2000=1/4651<[f/l]=1/400
4、斜柱驗算(2∠90×6)
(1)強度計算
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
σ=N/A+M/W=48.2/(2×10.64×10^-4)+0.3/(2×57.97×10^-6)
=25238kPa<[σ]=140000kPa
(2)穩(wěn)定驗算
i=3.62cmλy=L/i=256/3.62=71按c類截面查得ф=0.636
[N]=фA[σ]=0.636×2×10.64×10^-4×140000
=189kN>N=48.2kN
5、縱梁連接焊縫驗算
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN
縱梁匚20a與預埋鋼板連接采用頂接角焊縫,取焊縫hf=6mm。
由鋼號Q235查得焊縫強度fwt=160MPa
受荷載F=34.8KNN=29.8KNe=35.6mm
由于承受靜力荷載或間接動力荷載,βf=1.22
翼緣厚T=11mm
腹板厚Tw=7mm
翼緣外側焊縫有效面積Aw1=571.2mm2
翼緣內側焊縫有效面積Aw2=512.4mm2
腹板外側焊縫有效面積Aw3=840mm2
腹板內側焊縫有效面積Aw4=747.6mm2
總的焊縫有效面積Aw=2671.2mm2
焊縫Ix=1.45816e+007mm4
焊縫受彎矩M=Fxe=1.23888KN.M
焊縫受剪力V=F=34.8KN
焊縫受軸力N=29.8KN
由剪力產生的剪應力τV=V/(Aw3+Aw4)=21.9199MPa
由軸力產生的正應力σN=N/Aw=11.156MPa
A點:上部翼緣內側與腹板相交處
由彎矩在A點產生的正應力σM_A=M/Ixx(H/2-T-hf/2)=7.30671MPa
B點:下部翼緣內側與腹板相交處
由彎矩在B點產生的正應力σM_B=M/Ixx(H/2-T-hf/2)=7.30671MPa
A點折算應力σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=26.6365MPa<=fwt滿足!
B點折算應力σB={[(σN+σM_B)/Bf]^2+τV^2}^0.5=22.1458MPa<=fwt滿足!
6、斜柱焊縫驗算
(單位mm)
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
2∠90×6單肢分力:
N=48.2×sin38.7/2=15.1kN,F=48.2×sin38.7/2+0.5/2=19.1kN、M=0.15kN.m
∠90×6與預埋鋼板頂接角焊縫,取焊縫hf=8mm。近似按T90×90×6計算,實際焊縫長度為頂接周邊焊的1/2。
由鋼號Q235查得焊縫強度fwt=160MPa
受荷載F=19.1KNN=151KNe=8mm
由于承受靜力荷載或間接動力荷載,βf=1.22
翼緣厚T=6mm
翼緣外側焊縫有效面積Aw11=448mm2
翼緣內側焊縫有效面積Aw12=414.4mm2
腹板兩側焊縫有效面積Aw2=884.8mm2
總的焊縫有效面積Aw=1747.2mm2
焊縫形心至翼緣外側距離y0=24.4263mm
焊縫Ix=1.27779e+006mm4
焊縫受彎矩M=Fxe=0.1528KN.M
焊縫受剪力V=F=19.1KN
焊縫受軸力N=151KN
由剪力產生的剪應力τV=V/Aw2=21.5868MPa
由軸力產生的正應力σN=N/Aw=86.424MPa
A點:翼緣內側與腹板相交處
由彎矩在A點產生的正應力σM_A=M/Ixx(y0-T-m_hf/2)=1.72512MPa
B點:腹板最下端
由彎矩在B點產生的正應力σM_B=M/Ixx(H-5-y0)=7.24352MPa
A點折算應力σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=75.4091MPa<=fwt滿足!
B點折算應力σB={[(σN+σM_B)/Bf]^2+τV^2}^0.5=68.3978MPa<=fwt滿足!
另斜柱與預埋鋼板斜交39度,實際焊縫更長,安全系數(shù)更大。
7、縱梁預埋件驗算
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN
(1)錨筋總截面面積計算
fc:砼抗壓強度設計值,砼為C65,fc=29.70MPa
fy:錨筋抗拉強度設計值,錨筋為HPB235,fy=210.00MPa
t:錨板厚度,t=16mm
d:錨筋直徑,d=20mm
z:外層錨筋中心間距,z=300mm
αr:外層錨筋中心間距,錨筋分為兩層,αr=1.00
αb:錨板的彎曲變形折減系數(shù),αb=0.6+0.25t/d=0.800
αv:錨筋的受剪承載力系數(shù),αv=(4.0-0.08d)(fc/fy)^0.5=0.903>0.7,取αv=0.7
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=647.7mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=836.8mm2
所需錨筋總截面面積As=max(As1,As2)=836.8mm2
現(xiàn)配錨筋總截面面積As0=4πd2/4=1256.6mm2≥As滿足!
(2)錨固長度計算
ft:砼軸心抗拉強度設計值,砼為C65,ft=2.09MPa
錨固長度la≥0.16dfy/ft=321mm
8、斜柱預埋件驗算
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
2∠90×6分力N=48.2×sin38.7=30.1kN,F=48.2×sin38.7+0.5=38.1kN、
計算依據(jù):GB50010--200210.9
(1)錨筋總截面面積計算
fc:砼抗壓強度設計值,砼為C40,fc=19.10MPa
fy:錨筋抗拉強度設計值,錨筋為HPB235,fy=210.00MPa
t:錨板厚度,t=16mm
d:錨筋直徑,d=20mm
z:外層錨筋中心間距,z=300mm
αr:外層錨筋中心間距,錨筋分為兩層,αr=1.00
αb:錨板的彎曲變形折減系數(shù),αb=0.6+0.25t/d=0.800
αv:錨筋的受剪承載力系數(shù),αv=(4.0-0.08d)(fc/fy)^0.5=0.724>0.7,取αv=0.7
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=487.7mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=238.8mm2
所需錨筋總截面面積As=max(As1,As2)=487.7mm2
現(xiàn)配錨筋總截面面積As0=4πd2/4=1256.6mm2≥As滿足!
(2)錨固長度計算
ft:砼軸心抗拉強度設計值,砼為C40,ft=1.71MPa
錨固長度la≥0.16dfy/ft=392mm
另與豎向主鋼筋焊接作為安全儲備。
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