跨锡甘路连续梁支架计算书.docx
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跨锡甘路连续梁支架计算书
跨苏锡甘路连续梁支架计算书
1、工程概况
京沪高速铁路在DK1211+792.63处跨越无锡市I级公路锡甘路,线路与公路斜交,斜交角度为54°,桥跨布置为40+64+40m预应力混凝土连续箱梁。
桥梁结构型式为:
⑴、箱梁为单箱室、变高度、变截面结构。
箱梁顶宽12m,底宽6.7m。
顶板厚度40cm,隔板处加厚,按折线变化,底板厚度40cm~80cm,隔墙处加厚,按折线变化。
全联在端支点、中跨中及中支点处共设5个横隔板,横隔板设有孔洞,供检查人员通过。
⑵、桥面宽度:
防撞墙内侧净宽8.8m,桥上人行道栏杆内侧净宽11.9m,桥面宽度12m,桥梁建筑总宽12.2m。
⑶、梁全长145.5m,计算跨度为40+65+40m,中支点处梁高6.05m,端支座处及中跨跨中截面高3.05m,梁底按二次抛物线变化,边支座中心线至梁端0.75m。
⑷、全桥共分7个节段,中支点B号梁段长度28.5m;A号梁段长度26.5m;C号梁段长度2.25m;D号梁段长度31m;连续梁采用C50混凝土,总量2166.1m3。
2、支架设计依据
2.1、基础资料
(1)施工图及设计文件
2.2、主要技术标准
(1)《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》(在审版);
(2)《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》(JGJ130—2001)。
2.3、主要参考工具书
(1)《实用土木工程手册》(第三版),杨文渊编,人民交通出版社出版;
(2)《基础工程施工手册》,基础工程施工手册编写组编著,中国计划出版社出版;
3、支架设计原则
(1)安全可靠,操作方便;
(2)因地制宜,经济实用。
4、支架结构布置型式
本连续梁采用满堂碗扣式钢管脚手架现浇施工,支架结构主要由:
模板系统,纵、横向分配梁、满堂支架支撑、支架基础几部分组成,结构见附后的《支架平布置面图》、《支架平布置立面图》、《支架横截面布置图》。
另外跨越公路段支架设置过程门洞以保证车辆通行。
4.1、模板
面板采用厚15mm的优质竹胶板;背肋采用10cm×12cm方木(平放),间距腹板下12cm(满铺),底板下20cm;支承横楞采用I18工字钢,间距同支架纵距。
4.2、支架
立杆、横杆采用φ48碗扣式钢管脚手架。
立杆横截面布置方式为:
两边腹板下布置5根,间距0.3m,两侧翼板下各布置3根,间距0.6~0.9m,中部布置紧挨主墩梁截面较厚处5根,间距1.2m,其余为7根,间距0.6m。
立杆纵向布置为:
翼板下为1.2m,紧挨主墩梁截面较厚处0.3m,其余为0.6m。
横杆步距为1.2m,顶部根据需要可以加密至0.6m。
可调底座KTZ-45,可调范围≤300mm;可调托座KTC-45,可调范围≤300mm。
另外每5排、每5列立杆设置一道剪刀撑,与地面夹角为45~60°,采用φ48×3.5mm扣件式脚手架钢管。
5、支架设计计算过程
5.1、荷载分析
5.1.1、恒载
该支架所受的恒载包括所浇注的连续梁自重、模板自重和支架自重。
各种荷载标准值为:
(1)、支撑架模板自重标准值:
模板及支承小楞取均布荷载Q1=2.5kN/m2;
(2)、连续梁钢筋混凝土:
Q2=26KN/m3。
5.1.2、活载
支架所受的活荷载包括施工荷载、风荷载和温度荷载。
(1)振捣及施工荷载
施工人员及设备荷载值按均布活荷载Q3=1KN/m2;振捣混凝土产生的荷载为Q4=2kN/m2。
(2)风荷载和温度荷载。
本方案未考虑风荷载和温度荷载
5.2、脚手架整体稳定性验算
5.2.1、单肢立杆轴向力计算公式
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
式中:
Q1——支撑架模板自重标准值;
Q2——新浇砼及钢筋自重标准值;
Q3——施工人员及设备荷载标准值;
Q4——振捣砼产生的荷载;
Lx、Ly——单肢立杆纵向及横向间距(m);
V——Lx、Ly段的混凝土体积(m3)。
5.2.2、单肢立杆轴向力计算公式
只计算同等支架布置截面最厚的Ⅰ—Ⅰ、Ⅱ—Ⅱ断面,断面布置见下图:
(1)Ⅰ—Ⅰ断面
本截面梁高按照6.05m,顶板厚度0.4m,底板厚度0.8m。
横杆步距为1.2m,翼板支架纵距1.2m,其余为0.3m,翼板支架横距为0.9m,腹板为0.3m,底板为1.2m。
按照5.2.1公式列表计算得:
参数
部位
Q1
(kN/m2)
Q2
(kN/m3)
Q3
(kN/m2)
Q4
(kN/m2)
Lx
(m)
Ly
(m)
V
(m3)
N
(kN)
翼板
2.5
26
1
2
1.2
0.9
0.549
24.9
腹板
2.5
26
1
2
0.3
0.3
0.545
17.7
底板
2.5
26
1
2
0.3
1.2
0.432
16.1
(2)Ⅳ—Ⅳ断面
本截面梁高按照4.245m,顶板厚度0.4m,底板厚度0.65m。
横杆步距为1.2m,翼板支架纵距1.2m,其余为0.6m,翼板支架横距为0.9m,腹板为0.3m,底板为0.6m。
按照5.2.1公式列表计算得:
参数
部位
Q1
(kN/m2)
Q2
(kN/m3)
Q3
(kN/m2)
Q4
(kN/m2)
Lx
(m)
Ly
(m)
V
(m3)
N
(kN)
翼板
2.5
26
1
2
1.2
0.9
0.549
24.9
腹板
2.5
26
1
2
0.6
0.3
0.764
25.1
底板
2.5
26
1
2
0.6
0.6
0.378
14.4
5.2.3、单肢立杆承载力计算
单肢立杆稳定性按下式计算:
N≤φAf
式中:
A——立杆横截面积,0.0004893m2;
φ——轴心受压杆件稳定系数,按细长比λ值查《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》附录C;
f——钢材强度设计值,Q235A钢材抗拉、抗压和抗弯强度设计值205MPa。
其中:
φ=k.μ.h/i
i——截面回转半径,查《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》附录B得0.0158m
k——计算长度附加系数,其值取1.155。
μ——考虑脚手架整体稳定因素的单杆计算长度系数,查表得1.7;
h——立杆步距,为1.2m
φ=1.155×1.7×1.2÷0.0158=149
根据φ=149,查《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》附录C得φ值为0.312。
因此力杆容许轴力为:
φAf=0.312×0.0004893×205000=31.3(KN)
∵N≤φAf,∴立杆稳定性满足要求。
5.3、支架基础承载力计算
5.3.1、支架基础结构
本连续梁支架采用钢管立柱支承,支撑体系由下至上为:
0.25m×0.25混凝土静压桩基础,C30钢筋混凝土承台,φ529×8mm钢管立柱,HZ450型钢横梁,HZ450型钢纵梁,I14工字钢横向分配梁。
横断面见下图:
每横断面布置两个承台,每个承台设置4根桩,单桩极限承载力为600KN,施工过程中下压力满足要求且静压5分钟桩不再下沉后方能终止该桩压注。
桩顶伸入承台40cm(钢筋20cm,桩身20cm),承台顶预埋一块70cm×70cm×1cm钢板,钢板上焊接Φ16锚筋。
每个承台各设置两根φ529钢管立柱,立柱焊于承台顶预埋钢板上,单个承台立柱间横向设置20#槽钢联系梁。
在立柱顶放置HZ450型钢横梁,要求两者间焊接牢固;纵梁上铺HZ450型钢纵梁;纵梁一般地段断面布置8列,两侧翼板下各1列,两侧腹板下各1列,底板下两列,其中在过车门洞上方由于横梁跨度较大(6m),在腹板位置需要加设一列纵梁,纵梁与横梁相交的节点需要点焊;纵梁上横铺I14工字钢,用于支承支架,间距同支架纵距。
5.3.2、基础各部位承载力计算
(1)横向I14工字钢横向分配梁
横向分配梁承受碗扣立杆的支撑力,支点为HZ450型钢纵梁,其受力如下图:
14号工字钢力学参数E=210Gpa、W=102cm3、I=712cm4。
①Ⅰ——Ⅰ截面
翼板部分:
Mmax1=17.4×0.3=5.22KN.m
Mmax2=21×0.6=12.6KN.m
σ=Mmax/W=12.6KN.m÷102cm3=123.5MPa<[σ]=205Mpa
支反力N翼1=17.4KN
N翼2=21KN
翼板下纵梁单点支承力N=N翼1+N翼2=17.4+21=38.4(KN)
腹板部分:
Mmax=4×17.7×1.2÷8=10.62KN.m
σ=Mmax/W=10.62KN.m÷102cm3=104MPa<[σ]=205Mpa
支反力N腹1=(4-1)×17.7÷2=25.55(KN)
底板部分:
Mmax1=16.1×1.6÷4=6.44KN.m
Mmax2=16.1×0.2=3.22KN.m
σ=Mmax/W=6.44KN.m÷102cm3=63MPa<[σ]=205Mpa
支反力N底1=16.1×1÷1.6=10.06KN
N底2=16.1KN
故腹板下纵梁点支承力N1=N翼2+N腹1=21÷1.2×0.3+25.55=30.8(KN)
N2=N底1+N腹1=10.06+25.55=35.61(KN)
底板下纵梁点支承力N1=N底1+N底2=10.06+16.1=26.55(KN)
②Ⅱ——Ⅱ截面
翼板部分:
Mmax1=17.4×0.3=5.22KN.m
Mmax2=21×0.6=12.6KN.m
σ=Mmax/W=12.6KN.m÷102cm3=123.5MPa<[σ]=205Mpa
支反力N翼1=17.4KN
N翼2=21KN
翼板下纵梁单点支承力N=N翼1+N翼2=17.4+21=38.4(KN)
腹板部分:
Mmax=4×25.1×1.2÷8=15.06KN.m
σ=Mmax/W=15.06KN.m÷102cm3=147.6MPa<[σ]=205Mpa
支反力N腹1=(4-1)×25.1÷2=37.65(KN)
底板部分:
Mmax1=14.4×1.6÷4=5.76KN.m
Mmax2=14.4×0.2=2.88KN.m
σ=Mmax/W=5.76KN.m÷102cm3=56MPa<[σ]=205Mpa
支反力N底1=14.4×1÷1.6=9KN
N底2=14.4KN
故腹板下纵梁点支承力N1=N翼2+N腹1=21÷1.2×0.6+37.65=48.15(KN)
N1=N底1+N腹1=9+37.65=46.65(KN)
底板下纵梁点支承力N1=N底1+N底2=9+14.4=23.4(KN)
(2)HZ450型钢纵梁
现有的HZ450型钢参数E=210Gpa、W=1233cm3、I=27505cm4。
①Ⅰ——Ⅰ截面
翼板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,翼板下纵梁单点支承力38.4KN,受力间距为1.2m,本段纵梁最大跨度为4m,其受力简图如右图所视:
Mmax=n×P×l÷8
=4×38.4×4÷8=76.8(KN.m)
σ=Mmax/W=76.8KN.m÷1233cm3=62.3MPa<[σ]=205(MPa)
f=(5n2+2)Pl3/(384nEI)
=(5×42+2)×38.4×43/(384×4×210×27505)=0.002(m)
腹板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,腹板下纵梁单点支承力35.61KN,受力间距为0.3m,腹板下纵梁最大跨度为4m,其受力简图如右:
Mmax=q×l2÷8=15.06KN.m
=118.7×42÷8=237.4(KN.m)
σ=Mmax/W=237.4KN.m÷1233cm3=192.5MPa<[σ]=205(MPa)
f=5ql4/(384EI)
=5×118.7×44/(384×210×27505)=0.0069(m)
底板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,腹板下纵梁单点支承力26.55KN,受力间距为0.3m,底板下纵梁最大跨度为4m,其受力简图如右:
Mmax=q×l2÷8=15.06KN.m
=88.5×42÷8=177(KN.m)
σ=Mmax/W=177KN.m÷1233cm3=143MPa<[σ]=205(MPa)
f=5ql4/(384EI)
=5×88.5×44/(384×210×27505)=0.005(m)
②Ⅱ——Ⅱ截面
翼板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,翼板下纵梁单点支承力38.4KN,受力间距为1.2m,本段翼板下纵梁最大跨度为7m,其受力简图如下:
Mmax=n×P×l÷8
=6×38.4×7÷8=201.6(KN.m)
σ=Mmax/W=201.6KN.m÷1233cm3=163.5MPa<[σ]=205(MPa)
f=(5n2+2)Pl3/(384nEI)
=(5×62+2)×38.4×73/(384×6×210×27505)=0.018(m)
腹板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,腹板下纵梁单点支承力48.15KN,受力间距为0.6m,
梁跨中门洞处腹板下纵梁跨度为6m时设置三根纵梁,纵梁受均布荷载为48.15÷0.6÷1.5=53.5KN其受力简图如右:
Mmax=q×l2÷8
=53.5×62÷8=240.75(KN.m)
σ=Mmax/W=240.75KN.m÷1233cm3=195.2MPa<[σ]=205(MPa)
f=5ql4/(384EI)
=5×53.5×64/(384×210×27505)=0.0156(m)
纵梁其它最大跨度为4.5m,纵梁受均布荷载为48.15÷0.6=80.25KN其受力简图如右:
Mmax=q×l2÷8
=80.25×4.52÷8=203.1(KN.m)
σ=Mmax/W=203.1KN.m÷1233cm3=164.7MPa<[σ]=205(MPa)
f=5ql4/(384EI)
=5×80.25×4.54/(384×210×27505)=0.0074(m)
底板部分:
上面通过对I14横向分配梁的计算得出,腹板下纵梁单点支承力23.4KN,受力间距为0.6m,翼板下纵梁最大跨度为6m,其受力简图如右:
Mmax=q×l2÷8=15.06KN.m
=39×62÷8=175.5(KN.m)
σ=Mmax/W=175.5KN.m÷1233cm3=142MPa<[σ]=205(MPa)
f=5ql4/(384EI)
=5×39×64/(384×210×27505)=0.011(m)
(3)HZ450型钢横梁
横梁为双列HZ450型钢,承受纵梁传递的力,支点为钢管力柱。
翼板:
宽度2.65,横截面积1.16m2,按照最大跨度6m,计算得翼板荷载为:
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
=[1.2×2.5+1.4(1+2)]×2.65×6+1.2×6×1.16×26=331.6KN
根据以上计算,单根翼板纵梁传至横梁的力最大为331.6÷2=165.8KN
腹板:
宽度1.2,梁高6.05截面,按照最大跨度3m,计算得腹板荷载为:
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
=[1.2×2.5+1.4(1+2)]×1.2×3+1.2×3×1.2×6.05×26=705.4KN
其中单根纵梁承力为N/2=705.4÷2=352.7(KN)
梁高4.865截面,按照最大跨度4m,计算得腹板荷载为:
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
=[1.2×2.5+1.4(1+2)]×1.2×4+1.2×4×1.2×4.865
×26=763.1KN
其中单根纵梁承力为N/2=763.1÷2=381.5(KN)
梁高4.245截面,按照最大跨度4.5m,计算得腹板荷载为:
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
=[1.2×2.5+1.4(1+2)]×1.2×4.5+1.2×4.5×1.2×4.245
×26=754KN
其中单根纵梁承力为N/2=754÷2=377(KN)
根据以上计算,单根腹板纵梁传至横梁的力最大为381.5KN
底板:
宽度4.3,梁高1.2截面,按照最大跨度4m,计算得底板纵梁荷载为:
N=[1.2Q1+1.4(Q3+Q4)]·Lx·Ly+1.2Q2V
=[1.2×2.5+1.4(1+2)]×4.3×4+1.2×4×4.3×1.2×26=767.8KN
其中单根纵梁承力为N/2=767.8÷2=383.9(KN)
根据对纵梁的受力计算,得出横梁受力如下图所示:
翼板下横梁:
Mmax=165.8×1.5=248.7KN.m
σ=Mmax/W=248.7KN.m÷2÷1233cm3=100.9MPa<[σ]=205Mpa
支反力N翼1=165.8KN
腹板下横梁:
Mmax=381.5×0.8×(2×0.3+1.2)÷2.3=238.9KN.m
σ=Mmax/W=238.9KN.m÷2÷1233cm3=96.9MPa<[σ]=205Mpa
支反力N腹1=381.5÷2.3×(2×0.8+1.2)=464.4KN
N腹2=381.5÷2.3×(2×0.3+1.2)=298.6KN
底板下横梁:
Mmax=383.9×0.8=307.1KN.m
σ=Mmax/W=307.1KN.m÷2÷1233cm3=124.5MPa<[σ]=205Mpa
支反力N底=383.9(KN)
钢管力柱支撑力:
外侧N外=N翼1+N腹1=165.8+464.4=630.2(KN)
内侧N内=N底+N腹2=383.98+298.6=682.5(KN)
(4)φ529钢管立柱
钢管外径φ529mm,壁厚8mm,
惯性矩I=π(D4-d4)/64
=3.14159÷64×(0.5294-0.5134)
=4.4439×10-4(m4)
截面抵抗矩W=π(D4-d4)/(32D)
=3.14159×(0.5294-0.5134)÷(32×0.529)
=1.68×10-3(m3)
该钢管力柱受轴心压力,轴心压力容许值为:
[F]=[σ]s
=135MPa×(π×0.26452-π×0.25652)
=1767.7(KN)
其实际最大轴力为682.5KN<[F],强度满足要求。
压杆稳定性计算:
压杆失稳临界力Fc=π2EI/(μl)2
=3.141592×2.1×1011×4.4439×10-4÷(0.7*12.67)2
=11709(KN)
实际轴压力为682.5KN (5)桩基承载力计算 桩基采用钢筋混凝土承台与钢管立柱联接,每个承台总荷载为 630.2+682.5=1312.7(KN),每个承台布设4根桩,要求单桩承载力为 1312.7÷4×2=656.35KN,实际施工静压桩时要求每根桩承载力为700KN。 5.4.底模支承系统计算 在支架顶托上横向铺I18工字钢,再在其上顺桥向铺设12cm×10cm方木(平放),腹下1.2m范围间距为15cm,底板位置为30cm;小方木上铺设1.5cm厚优质竹胶板。 5.5.1、横向工字钢计算 (1)、腹板位置 腹板跨度为0.3m,纵距均为0.3m、0.6m两种, 支承点反力按单根力杆的支承力计,检算过程列表如下: 底模横向工字钢强度检算表(腹板) 截面 跨度 截面梁高(m) 支点反力(KN) 工字钢工字钢荷载(KN/m) 最大弯矩 (KN.m) 应力 (Mpa) 允许应力 (Mpa) 强度是否安全 Ⅲ--Ⅲ 0.3m 6.05 17.1 118 1.33 7 205 是 Ⅳ--Ⅳ 0.3m 4.77 25.1 167.3 1.88 10.2 205 是 (2)、底板位置 底板横方检算过程列表如下: 底模横向工字强度检算表(腹板) 截面 跨度 截面梁高(m) 支点反力(KN) 工字钢工字钢荷载(KN/m) 最大弯矩 (KN.m) 应力 (Mpa) 允许应力 (Mpa) 强度是否安全 Ⅲ--Ⅲ 1.2m 1.2 16.1 26.8 4.82 26 205 是 Ⅳ--Ⅳ 0.6m 1.05 14.4 48 2.16 11.6 205 是 5.5.2、纵向方木计算 (1)、腹板位置 腹板位置纵向小方木间距0.12m,计算过程见下: Ⅲ--Ⅲ截面: 跨度0.3m、承力面积为0.12×0.3m=0.036m2,按混凝土最厚6.05m计算,其荷载为: N=1.2∑NGk+1.4∑NQk =1.2×(0.036×6.05×26+0.036×1.5)+1.4×0.036×(1.5+2) =7(KN) 方木上均布荷载q=7÷0.3=23.3KN/m 所受最大弯矩Mmax=ql2/8=23.3×0.32÷8=0.263(KN.m) 应力σ=MMmax/W=0.263KN.m÷200cm3=1.35MPa<[σ]=9MP 最大变形量 f=5ql4/(384EI) =5×23.3KN/m×0.34m4/(384×1.1GPa×1000cm4) =0.2(mm)<[f]=1.5mm Ⅳ—Ⅳ截面: 跨度0.6m、承力面积为0.12×0.6m=0.072m2,按混凝土最厚4.77m计算,其荷载为: N=1.2∑NGk+1.4∑NQk =1.2×(0.072×4.77×26+0.072×1.5)+1.4×0.072×(1.5+2) =11.2(KN) 方木上均布荷载q=11.2÷0.6=18.66KN/m 所受最大弯矩Mmax=ql2/8=18.66×0.62÷8=0.84(KN.m) 应力σ=MMmax/W=0.84KN.m÷200cm3=4.2MPa<[σ]=9MP 最大变形量 f=5ql4/(384EI) =5×18.66KN/m×0.64m4/(384×1.1GPa×1000cm4) =1.4(mm)<[f]=1.5mm (2)、底板位置 底板位置纵向小方木间距0.2m,跨度0.6m,受力面积为0.2×0.6m=0.12m2,按混凝土最厚1.2m计算,其荷载为: N=1.2∑NGk+1.4∑NQk =1.2×(0.12×1.2×26+0.12×1.5)+1.4×0.12×(1.5+2) =5.1(KN) 方木上均布荷载q=6÷0.6=8.55KN/m 所受最大弯矩Mmax=ql2/8=8.55×0.62÷8=0.38(KN.m) 应力σ=MMmax/W=0.38KN.m÷200cm3=1.9MPa<[σ]=9MP 最大变形量 f=5ql4/(384EI) =5×8.55KN/m×0.64m4/(384×1.1GPa×1000cm4) =1.3(mm)<[f]=1.5mm 5.5.3、底模板计算 取0.1m宽模板作为计算单元 (1)、腹板位置 腹板因纵向方木满铺,在“5.5.2
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