情久河大桥挂篮检算书.docx
- 文档编号:7926756
- 上传时间:2023-01-27
- 格式:DOCX
- 页数:20
- 大小:320.31KB
情久河大桥挂篮检算书.docx
《情久河大桥挂篮检算书.docx》由会员分享,可在线阅读,更多相关《情久河大桥挂篮检算书.docx(20页珍藏版)》请在冰豆网上搜索。
情久河大桥挂篮检算书
情久河大桥挂篮检算书
一、设计依据
⒈依据久永铁路情久河大桥主桥设计图。
⒉参考宜万铁路26标渡口河特大桥三角挂篮检算资料。
⒊参考沪昆铁路太阳庙大桥三角挂篮检算资料。
4.考虑了最大吊装高度120米,起重能力2吨以内,尽量将结构分解在0#块上拼装。
二、工程概况
情久河大桥主桥上部为(52+96+52)m连续刚构三向预应力砼连续箱梁。
梁体为单箱单室、变高度、变截面箱梁,梁体全长201.4m,中跨中部10m梁段和边跨9.7m梁段为等高梁段,梁高3.6m;中墩处梁高为6.8m,其余梁段梁底下缘按二次抛物线Y=3.6+X2/480.2m变化。
箱梁顶板宽7.0m,箱宽4.5m。
全桥顶板厚35~40cm,边跨端块处顶板厚由35cm渐变至60cm;底板厚44~90cm按抛物线变化,边跨端块处底板厚由44cm渐变至80cm;腹板厚为35~70cm,边跨端块处腹板厚由35cm渐变为70cm。
梁体在端部、支墩处共设6道横隔板,全桥共分为51梁段,中支点0号段长度12m,一般梁段长度分别为3.0m、3.5m、4.0m,合拢段长2.0m,边跨现浇段长3.7m,最大悬臂浇筑块重1205.8KN。
三、设计参数
1、2#段最重(1205.8KN)为最不利工况(梁段长3.5m)。
2、混凝土超重系数取:
K1=1.05。
3、砼冲击力和其它不利因素系数:
K2=1.2。
4、钢筋混凝土容重取:
P=26.5KN/m3。
5、施工荷载取:
2.5KN/m2。
6、钢材弹性模量:
2.1×105MPa。
7、杆件承担混凝土重的弹性挠度取构件跨度的1/400,即
。
8、杆件承担挂篮自重的弹性挠度取构件跨度的1/250,即
。
9、应力取值:
[δ]=170MPa[σ]=140MPa[τ]=85Mpa
2#段前后结构示意图(单位:
cm)
2#段各部位砼重量:
部位
长度(m)
厚(高)度
宽度(m)
体积(m3)
重量
一节梁段
备注
后(m)
前(m)
KN
KN
底板
3.5
0.71
0.658
3.1
7.4214
196.6671
196.6671
倒角
3.5
0.4
0
0.2
0.2800
7.4200
7.4200
腹板
3.5
6.032
5.562
0.7
14.2027
376.3702
752.7405
一侧
翼缘板
3.5
0.625
0.625
1.25
2.1328
56.5192
113.0384
一侧
3.5
0.35
0.35
1.25
顶板
3.5
0.589
0.401
0.6
1.0395
27.5468
55.0935
一侧
3.5
0.401
0.42
0.95
1.3649
36.1699
72.3397
一侧
合计
45.0590
700.6931
1197.2992
四、三角挂篮结构杆件检算
4.1底板纵梁
4.1.1底板纵梁荷载组合
⑴底板模型重Q1=4.5×5.1×1.1=25.245KN
⑵纵梁22根自重Q2=43.4×7×9.8×0.001×22=65.5KN
⑶砼重量Q3=P2×2+P1=376.3702×2+196.6671=949.41KN
⑷人均荷载Q4=2×4.5×5.1=45.9KN
4.1.2腹板下底模纵梁(2组—3工28a)
腹板下底模纵梁由两组三拼工28a钢组成。
腹板下底模纵梁承载腹板底模型重量,腹板砼重,人均荷载及纵梁自重。
底板模型重:
q1=25.245÷4.5×0.7=3.927KN
底板所受腹板砼重:
q2=376.37KN
底板纵梁人均荷载:
q3=45.9÷4.5×0.7=7.14KN
纵梁自重:
q4=43.4×7×9.8×0.001×6=17.862KN
q=(25.245÷4.5×0.7+2.977×6+376.37+45.9÷4.5×0.7)÷3.5=(3.927+17.862+376.37+7.14)÷3.5=115.8KN/m
计算简图如下:
根据∑MB=0
RA=(115.8×3.5×(1.75+1.2))÷5.7=209.76KN
根据∑FV=0
RB=115.8×3.5-RA=195.54KN
剪力图
Mmax=115.4×1.8112÷2-209.76×2.811=-400.4KN·m
W=508×3×2=3048cm3
E=2.1×105MPa
I=7110×3×2=42660cm4
EI=89586KNM2
σmax=Mmax/W=400.4KN/3048=131.36MPa<[δ]=170MPa
fmax=(qb2l2/(48EI))×(1.5-b2/l2)+(q(b-a)4)/(384EI)
q=115.8KN/ma=1mb=3.5ml=5.7m
fmax=[(115.8×(3.5×5.7)2/48)×(1.5-3.52/5.72)+
(115.8×(3.5-1)4)/384)]/EI=0.0122m=12.2mm
fmax/l=0.0122/5.7=1/467<1/400
腹板下底模纵梁(2组)—3工28a
l
a
b
c
q
EI
W
5.7
1
3.5
1.2
115.8
89586
3048
Ra=
209.76
Rb=
195.54
x=
1.8
x+a=
2.8
Mmax=
-400.4
KNM
σmax=
131.36
Mpa
fmax=
0.0122
m
fmax/l=
1/467.2
4.1.3底板下底模纵梁(5组)—2工28a
底板下底模纵梁由五组双拼工28a钢组成。
底板下底模纵梁由五组双拼工28a钢组成。
底板下底模纵梁承载底板底模型重量,底板砼重,人均荷载及纵梁自重。
计算方法同腹板下底模纵梁。
底板模型重:
q1=25.245÷4.5×3.1=17.391KN
底板所受腹板砼重:
q2=196.6671KN
底板纵梁人均荷载:
q3=45.9÷4.5×3.1=31.62KN
纵梁自重:
q4=43.4×7×9.8×0.001×10=29.77KN
q=(q1+q2+q3+q4)÷3.5=78.7KN/m
l
a
b
c
q
EI
W
5.7
1
3.5
1.2
86.59
149310
5080
Ra=
156.85
Rb=
146.215
x=
1.8
x+a=
2.8
Mmax=
-298.9
KNM
σmax=
58.84
Mpa
fmax=
0.00546
m
fmax/l=
1/1043.96
4.2前下横梁(2【36c,L=7.5m)
W=746×2=1492cm3
E=2.1×105MPa
I=13430×2=26860cm4
前下横梁承重荷载由底模纵梁前端和自身重量传递而来,荷载分别为底板处、腹板处底模纵梁支反力,由前底模纵梁计算知:
单根腹板底纵梁传递荷载为N1=195.5KN
单根底板底纵梁传递荷载为N2=146.215KN
前下横梁自重:
q=1.2×59.1×2×10=1.418KN/M.
计算简图如下:
由Etool软件计算得:
支反力RA=149.8KN,RB=243.3KN,RC=220.5KN
Mmax=79KN·m,Qmax=243.3KN,fmax=0.1mm(x=0)
σmax=Mmax/W=79KN/1492=52.95MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/1.2=1/12000<
(满足)
根据底纵梁支座反力分析,前下横梁分担的荷载没有后下横梁大,故空载滑移时只检算后下横梁,若后下横梁满足要求,则前下横梁也满足要求。
4.3后下横梁(2【36a,L=8.6m)
W=660×2=1320cm3
E=2.1×105MPa
I=11870×2=23740cm4
后下横梁承重荷载由底模纵梁后端传递而来。
4.3.1浇注砼时
后下横梁承担底模纵梁的支反力和自身重量。
荷载分别为底板处、腹板处底模纵梁支反力。
由前面底模纵梁计算知:
单根腹板底纵梁传递荷载为:
N1=209.76KN
单根底板底纵梁传递荷载为:
N2=156.85KN
后下横梁自重:
q=1.2×53.4×2×10=1.2816KN/M.
计算简图如下:
由Etool软件计算得:
支反力RA=121.6KN,RB=122.9KN,RC=341.4KN
Mmax=128.2KN·m,Qmax=342.4KN,fmax=0.1mm
σmax=Mmax/W=128.2KN/1320=97.1MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/0.3=1/30000<
(满足)
4.3.2空载走行时
空载走行时承担的荷载:
(计算长度8m)
单侧腹板纵梁自重:
g1=1.2×43.4×5.1×10×6=16KN
底模板自重:
g2=1.2×4.5×5.1×1.1=30.3KN
底板纵梁自重:
g3=1.2×43.4×5.1×10×10=26.6KN
横梁自重:
g4=1.2×53.4×8.6×10×2=11KN
为便于计算把以上荷载转化为均布荷载:
横梁自重均布荷载为:
q=1.2816KN/M.
腹板处横梁所受均部荷载为:
q1=
+
+1.28=15.7KN/M;
底板处横梁所受均部荷载为:
q2=
+
+1.28=9.1KN/M;
走行时,中间两吊点放松,只有两边吊点受力,可视为两端简支的简支梁,受力简图如下:
由Etool软件计算得:
支反力RA=RB=30.2KN,
Mmax=78.8KN·m,Qmax=30.2KN,fmax=0.1mm
σmax=Mmax/W=78.8KN/1320=59.7MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/8=1/80000<
(满足)
4.4侧模滑梁(2【36a,L=9.5m)
W=660×2=1320cm3
E=2.1×105MPa
I=11870×2=23740cm4
单位重:
q=47.8×10×2=0.956KN/M
4.4.1浇注砼时(计算长度为5.7m)
外滑梁承担翼缘板砼的重量、侧面模板和自身重量,通过吊杆传递至前上横梁和砼顶面。
砼重:
g1=1.2×56.52=67.814KN
外侧模重:
g2=1.2×27.5=33KN
滑梁自重:
g3=1.2×0.956×9.5=10.9KN
施工荷载:
g4=1.2×2.5×1.5×3.5=15.75KN—2.5KN/m2计
侧模滑梁所受荷载总重:
g=127.46KN
为计算方便,假定荷载在3.5m均匀分布,则:
q=
+10.9=47.3KN/M;
计算简图如下:
由Etool软件计算得:
支反力RA=116.7KN,RB=110.9KN,
Mmax=207.4KN·m,Qmax=116.7KN,fmax=0.1mm(x=2.75m)
σmax=Mmax/W=207.4KN/1320=157.1MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/5.7=1/57000<
(满足)
4.4.2挂篮走行时(计算长度为8.8m)
外滑梁承担侧面模板和自身重量,通过吊杆传递至前上横梁和砼顶面,此时砼重量不计,荷载均由侧模滑梁承担:
为计算方便,假定荷载在5.1m均匀分布,则:
q=
=8.86KN/M;
后下横梁外侧吊杆传递的集中力P=30.2KN
a、挂篮开始滑移时(计算长度为5.4m):
作用图示如下:
由Etool软件计算得:
支反力RA=55.1KN,RB=26.9KN,
Mmax=38.1KN·m,Qmax=55.1KN,fmax=0.4mm(x=2.75m)
σmax=Mmax/W=38.1KN/1320=28.9MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0004/5.4=1/13500<
(满足)
b、挂篮滑至最大位置时(计算长度为8.8m):
作用图示如下:
由同济启明星EtoolV2.0软件计算得:
支反力RA=37.2KN,RB=49KN,
Mmax=123.2KN·m,Qmax=49KN,fmax=3.2mm(x=4.4m)
σmax=Mmax/W=123.2KN/1320=93.3MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0032/8.8=1/2750<
(满足)
4.5内模滑梁(2I28a)
内模滑梁选用2I28a工字钢,
W=508×2=1016cm3
E=2.1×105MPa
I=7110×2=14220cm4
单位重:
q=43.4×10×2×0.001=0.868KN/M
4.5.1重载时(计算长度为5.7m)
内滑梁承担顶板砼的重量、内模模板和自身重量,通过吊杆传递至前上横梁和砼顶面。
顶板砼重:
g1=1.2×(27.5468+36.1699)×2=152.9KN
内模桁架自重:
g2=1.2×9=10.8KN
施工荷载:
g3=1.2×5.1×3.1×2.5=47.43KN—2.5KN/m2计
内模顶板重:
g4=1.2×5.1×3.1×0.06×10=11.4KN
(按60kg/m2计)
滑梁自重:
g5=1.2×9.5×0.868×2=19.8KN
根据以上荷载转换为单根滑梁所受均布荷载为:
q=
=34.62KN/M;
计算简图如下:
由同济启明星EtoolV2.0软件计算得:
支反力RA=65.2KN,RB=60.9KN,
Mmax=123KN·m,Qmax=65.2KN,fmax=0.1mm(x=2.75m)
σmax=Mmax/W=123KN/1016=121MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/5.7=1/57000<
(满足)
4.5.2空载走行时(计算长度8.8m)
荷载只考虑内模桁架自重及滑梁自重,把以上荷载转换为均布荷载:
滑梁自重均布荷载:
q=1.2×0.868=1.04KN/M
内模桁架及顶模板与滑梁形成的均布荷载:
(单根滑梁)
q=1.2×(
+0.868)=3.22KN/M;
计算简图如下:
由同济启明星EtoolV2.0软件计算得:
支反力RA=9.5KN,RB=16.1KN,
Mmax=31.5KN·m,Qmax=16.1KN,fmax=0.1mm(x=4.6m)
σmax=Mmax/W=31.5KN/1016=31MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/8.8=1/88000<
(满足)
4.6前上横梁(2【40a,L=8m)
W=879×2=1758cm3
E=2.1×105MPa
I=17580×2=35160cm4
单位重:
q=58.9×10×2×0.001=1.178KN/M
前上横梁所受荷载由前吊杆、侧模滑梁吊杆及内模滑梁吊杆传递而来,根据前面的计算得:
N1=117.5KN(侧模滑梁吊杆),N2=60.9KN(内模滑梁吊杆)
N3=149.8KN,N4=243.3KN,N5=220.5KN(前下横梁吊杆)
计算简图如下:
由同济启明星EtoolV2.0软件计算得:
支反力RA=RB=526.8KN,
Mmax=262.1KN·m,Qmax=526.8KN,fmax=0.1mm(x=4m)
σmax=Mmax/W=262.1KN/1758=149.1MPa<[δ]=170MPa
fmax/l=0.0001/3.6=1/36000<
(满足)
4.7主梁(2工45a,L=9.84m)
Mmax=526.8×0.64=337.152KN·m
W=2×1430=2860cm3
I=32240×2=64480cm4
EI=135408KNM2
σmax=Mmax/W=337.152KN/2860=117.9MPa﹤[δ]=170MPa
fmax=PL3/3EI=(526.8×0.643)/(3×135408)=0.34mm
τ=P/A=5268/(102×2)=25.8MPa<85MPa=【τ】满足要求。
4.8斜拉(】【22a,L=6.1m)
EA=2.1×105×31.8×2×10-4=1335.6MN
σmax=P/A=803KN/(31.8×10×2)=126.3MPa﹤[δ]=170MPa
fmax=PL/EA=(803×6.1)/1335.6=3.7mm
4.9立柱(【】36a,L=4m)
EA=2.1×105×60.91×2×10-4=2558.22MN
I=2×11870=23740cm4
EI=49854KNM2
σmax=P/A=1053.6KN/(60.91×2)=86.5MPa﹤[δ]=170MPa
fmax=PL/EA=(1053.6×4)/2558.22=1.65mm
立柱临界力Fcr=3.142×EI÷L2
=3.142×49854÷42
=30721.3KN>>1053.6KN
立柱稳定性满足要求。
4.10吊杆(Φ32精轧螺纹钢,L=8m)
Φ32精轧螺纹钢截面特性:
Φ32精轧螺纹钢抗拉强度为550MPa,允许拉力为442.2KN。
抗拉安全系数:
σmax=P/A=526.8KN/(8.04×2)=327.6MPa﹤[δ]=830MPa
EA=1.9×105×8.04×10-4=152.7MN
fmax=PL/EA=(526.8×8)/(152.7×2)=13.8mm
挂篮总挠度:
fmax=13.8+3.7+1.65+0.34+0.1=19.6mm
- 配套讲稿:
如PPT文件的首页显示word图标,表示该PPT已包含配套word讲稿。双击word图标可打开word文档。
- 特殊限制:
部分文档作品中含有的国旗、国徽等图片,仅作为作品整体效果示例展示,禁止商用。设计者仅对作品中独创性部分享有著作权。
- 关 键 词:
- 情久河 大桥 挂篮 检算书
![提示](https://static.bdocx.com/images/bang_tan.gif)