现浇梁满堂和钢管柱支架计算书(最终版)
附件:
新丰互通B/C匝道桥现浇梁施工
支架结构计算书
一、工程概况
新丰互通立交位于朱屋村南侧,是新丰县城及周边地区车辆上下高速的主要出入口,本合同段在新丰江北侧的朱屋村南侧山间设置新丰互通。采用半定向T 型互通立交与G105一级路顺接,方便新丰县城及周边村镇的车辆上下高速公路。互通共设置主线桥1座,匝道桥4座,其中B/C匝道桥上部结构采用现浇箱梁结构;BK0+627.375匝道桥桥跨布置为3*(3×28.75)预应力现浇箱梁+12×30m 预应力T 梁; CK0+284.306匝道桥桥跨布置为11×20m 预应力现浇箱梁+2×25现浇箱梁。
根据设计图纸,B 匝道桥第一~三联上部结构采用3*28.75米预应力混凝土现浇箱梁,桥面宽10.5m ,梁体采用单箱单室斜腹板结构。梁高1.75cm ,顶宽10.3m ,悬臂长2.25m ,底宽4.94m ,顶板厚度28cm ,腹板厚度45~65cm ,底板厚度22cm ;每跨在跨中设置横隔板。C 匝道桥第一~三联上部结构采用20米预应力混凝土现浇箱梁,桥面变宽,采用单箱单室斜腹板结构。梁高1.50m, 悬臂长2.25m ,腹板厚45~65cm ,顶板厚28cm ,底板厚22cm ;第三联每跨跨中设置横隔板;第四联上部结构采用25米预应力混凝土现浇箱梁,桥面宽10.5m ,采用单箱单室斜腹板结构,梁高1.60m ,箱梁悬臂长2.25m ,腹板厚45cm ~65cm ,顶板厚28cm ,底板厚22cm ,在每跨跨中设置横隔板。 二、编制依据
(1)《铁路混凝土梁支架法现浇施工技术规程》(TB10110—2011) (2)《建筑施工碗扣式钢管脚手架安全技术规范》(JGJ 130-2011) (3)《钢结构设计规范》(GB50017-2003) (4)《建筑结构荷载规范》(GB50009-2001)
(5)《公路桥涵地基与基础设计规范》(JTG D63-2007) 三、上部梁体施工方案
新丰互通B 匝道桥现浇箱梁共3联,每联3跨,其中第一联位于新丰互通E 匝道和主线路基之间填平区,地形较平坦,梁底至原地面高度在3-13m 间,采用满堂支架现浇施工;第二联前两跨横跨主线路基,地形较为平坦,梁底至原地面高度在7-13m 间采用满堂支架现浇施工,第三跨横跨C 匝道桥桥,桥区位于主线路基左侧边坡,梁底至原地面高度在13-20m 间,采用满堂支架现浇法施工;第三联由于梁底至原地面高度在20m
以上(22-29m ),采用钢管柱贝雷支架法施工
新丰互通C 匝道桥共4联,均为现浇箱梁结构,第一联共4跨,每跨跨径为20m ,梁底距原地面高度在7-13m 间,采用满堂支架现浇施工;第二联共4跨,每跨跨径为20m ,梁底距原地面高度在13-19m 间,采用钢管柱贝雷支架法施工;第三联共3跨,每跨跨径为20m ,梁底距原地面高度在在7-18m 间,采用钢管柱贝雷支架法施工;第四联共2跨,跨径为25m ,横跨主线路基,梁底距原地面高度在在7-8m 间,采用满堂支架现浇施工。
主要工序的施工流程为:场地平整、地基支墩处理、钢管柱贝雷架和满堂支架搭设、安装支座、堆载预压、沉降观测、逐级卸载、设置预拱度、安装外模、制安钢筋、现浇梁混凝土、混凝土养护、张拉压浆、拆除侧模、拆除底模板、拆除贝雷架或满堂支架。支架具体布置如图附图所示。 1、地基处理
B 匝道第一联、第二联前两跨(0#-5#墩)及C 匝道第四联(11#-13台),由于横跨主线路基或填平区,路基填土均已完成94区填筑,在清除表面松散土后,碾压平整后浇筑15cm 厚C20混凝土,宽度15米。
C 匝道第一联(0#-4#墩)由于位于路基边坡,首先对边坡进行开挖成2*3.6m的台阶并振动碾压平整,其余原地面清除表面松土,如有泥浆坑,必须清理干净,采用石渣回填并碾压表层;然后分层回填30cm 二灰碎石土,宽度16米,再浇筑15cm 厚的C20混凝土,宽度15m 。
B 匝道第二联第三跨,第三联(5#-9#墩)及C 匝道桥第二联,第三联(4#-11#墩);每跨在墩柱前后及跨中设立540*10mm的支撑钢管柱,每个钢管立柱下需预埋860×860×20mm 钢板,便于支撑柱与预埋钢管连接,保证稳固。钢管柱设置在支撑墩上,B 匝道中支撑墩12米长、4米宽、高度1米的C25混凝土,C 匝道中支撑墩12米长、2米宽,高度1米;边支撑墩均靠近承台,12米长,2米宽,高度1米。每个支撑墩采用埋置式,基坑开挖后进行承载力测试,当不满足要求时采用强夯和换填2m 深的碎石基础,用作地基改善。 2、贝雷架搭设
选用12片单层上下加强贝雷梁作为支撑骨架,支撑点下为2根45b 工字钢,45b 工字钢
采用焊接连接540×10㎜钢管柱,钢管柱与支撑墩用预埋钢板连接,钢管柱支间采用14号槽钢交叉连接,钢管高度根据墩台身高度计算确定。贝雷梁之间除标准斜支撑外,还需采用10号槽钢把每组贝雷梁架间连接。B 匝道桥第二联第三跨,第三联中间长度采用9片标准长度为3M 贝雷片,C 匝道桥第二、三联中间长度采用6片标准长度为3M 贝雷片。在贝雷架上方横向铺设I20工字钢,间距0.6米 ,在横向工字钢上方搭设1.8~3m 高的碗扣钢管支架做纵横坡调整, 立杆顶设二层方木,立杆顶托上横向设10×10cm 方木,间距为0.6m ;横向方木上设10×10cm 的纵向方木,间距0.3m ,再铺设15mm 的优质竹胶合板。横板边角宜用4cm 厚木板进行加强,防止转角漏浆或出现波浪形,影响外观。 3、满堂支架施工
在路基范围内满堂支架,为砂质黏性土碾压而成的路基,压实度达到93%,地基承载力可达到200KPa ,在清除表层土后,碾压平整再浇筑15cmC20混凝土,宽度15m ,作为支架基础。对于其他位于自然边坡上的支架,地基表层为2.0米左右的厚的砂质黏性土,地基承载力为120KPa ,下部为淤泥质黏土层, 地基承载力为60KPa, 清除地表整平后,用二灰碎石土回填30厘米厚,分层碾压, 宽度16米,上部再浇筑15cm 厚的C20混凝土, 宽度15米。
选用碗式支架作为支撑骨架,支架布置为:满堂支架顺桥向立杆排距0.6m ,横桥向立杆中间底腹板位置为10排排距0.6m ,两侧靠翼缘板2排排距0.9m ,翼缘板外为1排排距1.2m 立杆作为操作平台,所有横杆步距均为1.2m 。支架支撑在专用地托上,以确保受力均匀, 支架上端采用专用天托,纵向采用10×15cm 方木间距0.6m ,横向采用10×10cm 方木, 间距0.3米, 通过支架上端的天托设置预拱度。 4、堆载预压
为消除非弹性变形,取得贝雷架弹性变形量、碗式支架弹性变形和地基沉降变形。在方木铺设完毕且加固稳固后选用土袋进行分级堆载预压。预压采用分跨预压,从一个边跨向另一个边跨进行,施加荷载总重:梁体自重+施工荷载(梁体自重20%)。模拟砼施
工过程按60%、80%、100%、120%逐级加载。在加载过程中设置沉降观测点,沿纵向设置在跨中、1/4跨和距墩柱支点1m 共5个断面上,每个断面沿横向布3个点,分别是断面中心和距中心左右2.5m 处。堆载预压时间不小于48小时,卸载采用分级逐步卸载。每次堆载、卸载均做好沉降观测,并做好记录。 5、预拱度设置
预拱度计算公式为f=f1+f2,其中f1贝雷架或支架弹性变形(由预压得出数据) ,f2=梁片设计预拱度值。最大预拱度值设置在梁的跨中位置,并按二次抛物线形式进行分配,算得间距2米各点处的预拱度值后,按折线通过钢管脚手架对底模和翼缘板进行调整。 6、钢筋制安
钢筋在钢筋加工场地制作,采用焊接工艺连接, 根据钢筋绑扎的先后顺序采用人工配合汽车、吊车运输到模板。钢筋绑扎顺序:从一段向另一段进行,箱梁底板、箱梁腹板、箱梁底、腹板波纹管、箱梁顶板、预留钢筋和预埋件埋设。
按照设计图纸和验标要求进行钢筋的绑扎安装,同时注意钢筋接头按要求错开,钢筋绑扎时要按设计图纸的钢筋编号从下到上、从一头到另一头分顺序绑扎,为避免在安装时将误差集中到某一头,可分成几段进行。保证所有的钢筋规格、型号、间距、数量及保护层等满足设计要求。钢筋交接点绑扎均采用十字交叉绑,不允许采用梅花跳绑,且绑扎铁丝的尾段不应伸入保护层内。钢筋保护层采用购买的同等级砂浆垫块,梁体侧面和底面的垫块至少应为4个/m2。
箱梁施工中主要预埋件有泄水孔、伸缩缝预埋件、接触网支柱锚固螺栓及加强钢筋、防撞护栏预埋筋、综合接地措施和施工预埋件等,施工时应严格按照设计图纸要求进行预埋。(详见作业指导书)。 7、砼施工
砼浇筑采用混凝土汽车泵自的低处向高处进行。混凝土浇筑水平分层、对称、连续浇注的原则。浇注砼时,每层砼的厚度40厘米为宜,不得超过50厘米,砼振捣和下料交
替进行,采用插入式振捣棒振捣。浇注桥面砼时,先用插入式振捣棒振捣砼,再用悬空式整平机振捣成型,人工二次抹面。砼浇注成型终凝后,覆盖土工布浇水养护。(混凝土施工详见作业指导书)。
四、满堂支架和贝雷架钢管柱结构验算 (一)贝雷架验算 1. 贝雷梁相关参数
⑴、桁架单元杆件性能
⑵、几何特性
⑶、桁架容许内力表
2. 荷载分析 2.1荷载分析
2.1.1、模板、支架、脚手架自重
模板自重取1.5kN/㎡, I20a工字钢取27.93kg/m, I45a工字钢取80.4kg/m,方木取0.9kg/m3,脚手架,钢管柱按实际计算。 2.1.2、新浇混凝土自重按26 kN/m3。 2.1.3、施工人员、施工料具运输堆放荷载
①计算模板及直接支承模板小棱时,均布荷载可取2.5kPa 。 ②计算直接支承小棱的梁或拱架时,均布荷载可取1.5 kPa。 ③计算支架立柱及支承拱架的其它结构件时,均布荷载可取1.0kPa 。 2.1.4、倾倒混凝土时产生的冲击荷载按2.0kN/㎡。 2.1.5、振捣混凝土产生的荷载按2.0kN/㎡。
2.1.6、其它可能产生的荷载,如雪荷载、冬季保温设施荷载等,基本不产生。 2.1.7、新浇混凝土对模板侧面压力,泵送时:Pm=4.6v1/4=4.6×21/4=5.5 kN/㎡。 2.1.8、倾倒混凝土时对侧面模板产生的水平荷载按2.0kN/㎡。 2.1.9、振捣混凝土产生时对侧面模板产生的压力按4.0kN/㎡。
2.1.10、现浇箱梁总方量:B 匝道第一联为560.52m3,钢绞线重22.9443t ;第二联为558.96m3,钢绞线重22.8947t; 第三联为560.88m3,钢绞线为22.9443t ;C 匝道第一联为428.8m3,钢绞线重16.0513t ;第二联为490.5m3,钢绞线重16.0513t; 第三联为375.58m3,钢绞线为11.4043t ;第四联为307.32m3,钢绞线为10.8297t ;
根据《建筑施工模板安全技术规范》第4.1.1条第4款计算
1
2
P m =0.22γc t 0k 1k 2ν
P m =k 1γc h 0 ,取二者之小值。
浇筑速度v 取0.5m/h,混凝土初凝时间t0=8h,k1=1.2,k2=1.15
P =0. 22*26*8*1. 2*1. 15*0. 52=44. 65kPa h =p /γ=44. 5/26=1. 72m
因此混凝土侧压力取F=44.65kPa,有效压头高度h=1.72m 风荷载
按《建筑结构荷载规范》(GB50009)规定计算,基本风压值取表D.4中n=10年,风振系数βz =0. 7,计算如下:
按式7.1.1-1计算风荷载标准值:w k =βz μs μz w 0 其中:w k —风荷载标准值(kpa )
βz —高度Z 处的风振系数(取1)
μs —风荷载体型系数,按表7.3.1中“独立墙壁及围墙”值+1.3 μz —风压高度变化系数,按表7.2.1离地高度50m 的B 类地面值1.67 w 0—基本风压(kpa ),取0.35kpa 计算得:w k =βz μs μz w 0=0. 7*1. 3*1. 67*0. 35=0. 532kpa 2.2荷载组合
根据《建筑荷载设计规范》,均布荷载设计值=结构重要性系数×(恒载分项系数×恒载标准值+活载分项系数×活载标准值)。结构重要性系数取二级建筑:1.0,恒载分项系数为1.2,活载分项系数为1.4。 2.3 B匝道桥最大跨度段检算
我部现浇箱梁结构特点,我们取Ⅲ-Ⅲ截面为代表截面进行箱梁自重计算,如图所示:
2.3.1 底模面板检算
底模面板采用15mm 厚竹胶板,竹胶板尺寸为122*244*1.5cm。竹胶板下桥顺向设置
100*100mm方木小肋,中心间距300mm ,取1m 板宽按净跨径300mm 简支梁检算。 (1)、荷载
取底腹板荷载进行计算:梁体砼顺桥向均布荷载:q 2=9. 5953/4. 94*26=50. 5KN /m 2 底模面板宽度自重1*9*0. 015=0. 135kN /m 2 箱内支撑架荷载1. 2kN /m 2
q c =1. 2*[(50. 5+0. 135+1. 2) *1]+1. 4*((2. 5+2+2) *1)=71. 3kN /m (2)强度验算
M max =0.64kN·m Q max =12.83kN
底模力学参数: x
S =1/8×bh 2=1/8×1.22×0.0152=3.43×10-5 m 3 I=1/12×bh 3=1/12×1.22×0.0153=3.43×10-7 m 4 W =1/6×bh 2=1/6×1.22×0.0152=4.575×10-5 m 3
强度条件:
x
4σ
σ=Mmax /W=0.64/(4.58×10-5 )=1.4MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(12.83×3.43×10-5)/( 3.43×10-7×1.22) =1.052MPa<[τ]=1.3 MPa
(3)刚度验算:fmax <[f]
f max =0.677ql4/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(0.677×71.3×0.34)/(100×9×109×2.81×10-7) =0.0155mm<[f]=1/400m=0.75mm 1.5cm的竹胶板作为底模满足要求。 2.3.2 模板底纵桥向方木计算:
竹胶板底部桥顺向设置100*100mm方木小肋,中心间距300mm ,方木下设置横桥向方木,方木中心间距为60cm ,按单根方木受力(单根方木承受宽度600mm 的系梁荷载)按三跨连续梁检算。 (1)、荷载组合
取底腹板荷载进行计算:梁体砼顺桥向均布荷载:q 2=9. 5953/4. 94*26=50. 5KN /m 2 底模面板宽度自重1*9*0. 015=0. 135kN /m 2 方木自重:9*0. 1*0. 1*1/0. 3=0. 3kN /m 2 箱内支撑架荷载1. 2kN /m 2
q c =1. 2*[(0. 135+50. 5+1. 2+0. 3) *0. 3]+1. 4*[(1. 5+2+2)*0. 3)=21. 08kN /m
4
x
4
M max =0.76kN·m Q max =7.59kN 方木力学参数:
S =1/8×bh 2=1/8×0.1×0.12=1.25×10-4 m 3
x
I=1/12×bh 3=1/12×0.1×0.13=8.3×10-6m 4 W =1/6×bh 2=1/6×0.1×0.12=1.67×10-4 m 3
强度条件:
σ
σ=Mmax /W=0.76/(1.67×10-4 )=4.55MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(7.59×1.25×10-4)/( 8.3×10-6×0.1) =1.14MPa<[τ]=1.3 MPa
刚度验算:fmax <[f]
f max =0.677ql4/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(0.677×21.08×0.64)/(100×9×109×8.3×10-6) =0.25mm<[f]=1/400m=1.5mm 底模纵向方木截面尺寸符合设计要求 2.3.3横向方木计算:
横桥向方木采用10*10cm方木, 铺设于支架立杆顶撑上,间距为60cm ,跨度60cm ,所受荷载为上部纵向方木传递的集中荷载,间距按30cm 布置,其荷载大小为: P=1.143*ql=1.143*21.08*0.6=14.69KN/m 按四跨连续梁计算。
x
M max =2.12kN·m Q max =18.23kN 方木力学参数:
S =1/8×bh 2=1/8×0.1×0.12=1.25×10-4 m 3 I=1/12×bh 3=1/12×0.1×0.13=8.3×10-6m 4 W =1/6×bh 2=1/6×0.1×0.12=1.67×10-4 m 3
x
强度条件:
σ
σ=Mmax /W=2.12/(1.67×10-4 )=1.27MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(18.23*1.25×10-4)/( 8.3×10-6×0.1) =1.22MPa<[τ]=1.3 MPa
刚度验算:fmax <[f]
f max =1.764ql3/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(1.764×14.69×0.63)/(100×9×109×2.813×10-6) =0.0221mm<[f]=1/400m=1.5mm 底模横向方木截面尺寸符合设计要求 2.3.4 碗扣支架承载力及稳定性检算:
根据现场实际选用碗扣脚手架作为钢管柱贝雷架上横纵坡调节,立杆、横杆均为φ48*3.5mm钢管,支架上下采用可调底托和顶托,按最大支架高度3.65m 计算。
荷载计算
荷载计算采用《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》(JGJ166-2008)第4.2.3至4.2.5条(不计风荷载):
取值及计算原则如下:
(1)、模板支撑架自重标准值Q1: 底模系统自重(方木纵肋按间距300mm ): 竹胶板自重g 1=1*1*0. 018*9=0. 162 方木横肋自重g 2=0. 1*0. 1*9*(1/0. 3) *1=0. 3 方木纵肋自重g 3=0. 1*0. 15*9*(1/0. 6) *1=0. 23 底模系统自重小计q 1=0. 162+0. 3+0. 23=0. 692 单根支架立杆及附件自重(每延米高度重量):
a 、扣件自重(每根立杆每延米配旋转扣件1套) G 1=0. 0135kN b 、顶托G 2=0. 045kN c 、立杆G 3=0. 062kN /m
d 、横杆G 4=0. 056*4*0. 45*(1/1. 2) =0. 084kN /m (按立杆间距600*300mm,步距
1200mm 计算)
e 、剪刀撑钢管(每根立杆上按设置Φ48*2.9mm钢管剪刀撑2根)
G 5=2*3. 84*1. 27=0. 098kN (立杆按600*300mm间距计算) 每根立杆系统合计总量:
q 2=∑G i =0. 0135+0. 045+0. 062+0. 084+0. 098=0. 0303kN /m
i =1
n
(其中hz 为支架高度,Q 1=L x *L y q 1+h z q 2=0. 692*0. 3*0. 3+4. 5*0. 0303=0. 20kN 按最大立杆间距600*300mm计算,偏于安全)
(2)、钢筋砼自重标准值Q2=26kN/m3 (3)、振捣混凝土荷载标准值Q3=2kpa (4)、施工荷载标准值Q4=1kpa 单肢立杆轴向力计算
采用《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》(JGJ166-2008)第5.6.1条第1款
N =[1. 2Q 1+1. 4(Q 3+Q 4)]L x L y +1. 2Q 2V (其中
最大单肢立杆轴向力计算如下: (1)、底腹板部位
V —L x 、L y
段砼体积) 计算。
底腹板最大梁高1.75m ,支架最大间距600*600mm。
N =[1. 2*0. 692+1. 4*(2+1)]*0. 6*0. 6+1. 2*26*1. 75*0. 6*0. 6=22. 0kN
由计算可知单肢立杆最大轴力为底腹板下支架立杆,即N max =22. 0kN 。 单肢立杆稳定性承载力容许值计算
采用《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》(JGJ166-2008)第5.3.1条第2款N ≤ϕAf (5.3.1-2)式并结合《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》(JGJ130-2011)第5.2.6条式5.2.6-1及第5.2.8条l 0=k μh 式5.2.8进行。
其中:A-立杆横截面积(489mm2)
f-P235A 钢材(碗扣)抗拉、压和抗弯强度设计值(205Mpa ) ϕ-轴心受压杆件稳定性系数,根据长细比查表
K-立杆计算长度附加系数(取1.155,验算立杆容许长细比时取1)
μ-考虑单、双排脚手架整体稳定因素的单杆计算长度系数,按(JGJ130-2011)标5.2.8取1.5)
h-步距,取1.2m
i-碗扣立杆回转半径15.8mm
l 0=1. 15*51. 5*1. 2=2. 07m 9
长细比
λ=l 0/i =2079/15. 8=132,查稳定性系数表得ϕ=0. 386
单肢立杆稳定性控制的容许承载力:
[N ]=ϕAf
=0. 386*489*205=38. 7kN
由计算可知单肢立杆最大轴力为第梁端段下支架立杆,即
N max =22kN
根据《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》(JGJ166-2008)第5.1.8条:所有
杆件长细比λ=l 0/i 不得大于250。
h-步距,取1.2m
i-碗扣立杆回转半径15.8mm
l 0=1. 15*51. 5*1. 2=2. 07m 9
长细比
λ=l 0/i =2079/15. 8=132
2.3.5 横桥向I20工字钢检算:
横桥向设置I20工字钢,工字钢中心间距为60cm ,长度12m ,工字钢设置在贝雷桁梁上,跨度在底腹板位置为90cm ,在翼缘板位置为120cm ,工字钢计算时按按三跨连续梁检算。 (1)、荷载组合
根据以上计算沿纵梁方向承受的组合荷载:(工字钢自重荷载 q=(1.2*(①+②)+1.4*(③+④+⑤))*0.6
=1.2*(50.5+0.692+0.2+0.455)+1.4*(2.5+2+2))*0.6=68.52*0.6=41.11KN/m
x
M max =3.33kN·m Q max =22.2kN I20工字钢力学参数:
S =3.555×10-5m 2 I=2.37×10-5m 4 W=2.37×10-4 m 3
x
强度条件:
σ
σ=Mmax /W=3.33/(2.37×10-4 )=14.05MPa<[σ]=170 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(22.2×3.555×10-5)/( 2.37×10-5×0.007)= =4,757MPa<[τ]=100 MPa
刚度验算:fmax <[f]
f max =0.667Pl4/(100EI) 其中E=2.05×105 MPa f max =(0.667×41.11×0.93)/(100×2.05×1011×2.37×10-5) =0.0411mm<[f]=1/400m=2.25mm
3.2.5贝雷梁计算:
承重梁为贝雷梁,由带上下加强弦杆的标准贝雷片组合而成。贝雷片规格为300cm×170cm×18cm 。每9片组成一排(C 匝道为每6片),每两排连成一列,每列贝雷梁对应端头采用0.9m 或1.2m 的桁架框进行连接,共6列12排,按1.2+0.9*4+1.2m间距排列。分节段拼装后由吊车吊起,在立柱顶部拼装成长度27m 整体桁架。计算按最大跨度15.5m 简支梁计算。
(1)荷载计算 (a )箱梁的砼重
梁体重量:顶板宽10.3m ,底板宽4.94m ,梁长28.75m ,混凝土体积188.76 m³。考虑到施工过程中泵车冲击取冲击系数为1.1,则梁重为:
G 1=188.76×2.6×1.1=539.854t。 (b )模板方木支撑体系重量 根据以上计算总重量约为:
G 2=(0.692+0.2)*28.75*12=30.774t。 (c )施工人员及设备荷载
施工人员及设备荷载标准值按均布活荷载取1.0KN/m2,面积为296.125m 2,重量为: G 3=29.62t。 (d )分配梁重
间距0.6m, 横桥向I20工字钢。 G 4=46根×12m×27.91Kg/m=15.41t。 (e )贝雷梁自重
带上下加强弦杆标准贝雷片重350kg 。
由表查得加强型贝雷片:[M]=1687.5KN·M ; [Q]=245.2KN ;考虑1.3安全系数,则:[M]=1298.08KN·M [Q]=188.6KN
E=210GPa I=577434.4cm4 W=7699.1cm³
G 5=12×9节×350=37.8KN=37.8t
(f )混凝土浇筑冲击及振捣时产生荷载 G 6=(2+2)kN/m2×4.94m×28..75m=56.81t 上述荷载合计
G 总=539.854+30.774+29.62+15.41+37.8+56.81 =710.27t (2)分布荷载
贝雷梁分布按6列12排布置,每列2排间距0.9m 或1.2m ,两排桁架之间采用支撑架连接。
q 列=G总/28.75/6=710.27/28.75/6=4.12t/m q 排=G总/28.75/12=710.27/28.75/12=2.06t/m (3)抗弯强度验算
Mmax=ql2/8
=41.2×15.52/8
=1237.29kN·m <[M]=2×1298.08N·m 满足!
(4)抗剪强度验算
Q=ql/2=41.2×15.5/2=319.3kN<[Q]=2×188.6kN 满足! (5) 刚度验算 弹性变形: f=5qL4/384EI
=5×41.2×103×15.54/(384×2.1×1011×0.005774344) =0.025535m 非弹性变形采用下面经验公式计算:
d (n 2-1)当贝雷梁节数为奇数时:f max =
8dn 2
当贝雷梁节数为偶数时:f max =
8
式中 n ——贝雷梁节数
d ——常数,对单层贝雷梁取d=0.3556cm;对双层贝雷梁取d=0.1717cm.
d (n 2-1)
15.5m 跨径5片贝雷架,即f max ==0.3556(52-1)/8=1.067cm
8
贝雷梁变形值为0.02554+0.01067=0.0362<[f]=l/400=0.0388m 满足要求。 (6)考虑梁体浇筑后混凝土重集中在中部4组贝雷梁上时工况
贝雷梁分布按4列8排布置,每列2排间距0.9m ,两排桁架之间采用支撑架连接。 q 列=G总/28.75/4=710.27/28.75/4=6.18t/m q 排=G总/28.75/8=710.27/28.75/8=3.09t/m (a)抗弯强度验算 Mmax=ql2/8
=61.8×15.52/8
=1855.93kN·m <[M]=2×1298.08kN·m 满足! 5.4.12.2 抗剪强度验算
Q=ql/2=61.8×15.5/2=478.95kN<[Q]=2×245.2kN 满足! (b)刚度验算 弹性变形: f=5qL4/384EI
=5×61.8×103×15.54/(384×2.1×1011×0.005774344) =0.0383m
非弹性变形采用下面经验公式计算:
d (n 2-1)当贝雷梁节数为奇数时:f max =
8dn 2
当贝雷梁节数为偶数时:f max =
8
式中 n ——贝雷梁节数
d ——常数,对单层贝雷梁取d=0.3556cm;对双层贝雷梁取d=0.1717cm.
dn 2
15.5m 跨径6片贝雷架,即f max ==0.3556*36/8=1.6cm
8
贝雷梁变形值为0.0383+0.01067=0.0049<[f]=l/400=0.0388m 满足! 3.2.6 盖梁计算
盖梁采用2I45b 工字钢组合梁,长度12m ,支撑跨度为3m 均布,所受荷载为上部贝雷梁所传递集中荷载,即集中力F=q排×15.5=20.6*15.5=319.3kN,将贝雷桁架最大反力施加到工字钢分配梁相应位置处计算,工字钢自重:1.71kn/m
x
1
6
2
3
45
6
123
4
5
6
M max =337.2kN·m Q max =642.94kN x 2I45b 截面参数: 面积: 22065.00mm2
惯性矩: Ix=670554126mm4 Iy=149017286mm4 截面抗弯系数: Wx=2980240mm3 Wy=980377mm3 Ix/Sx=380.91mm 腹板厚tw=2*13.5=27mm 米重:174.24kg/m
抗弯强度验算:σ=Mmax/Wx
=(337.2×106)/2980240=113.1MPa<[б]=140MPa 抗剪强度验算:τ=VmaxSx/Ixtw
=519×103/(380.91×27) =50.464MPa<[τ]=80MPa 刚度验算:f=1.883PL3/100EI
=1.883×257.5×33/100×2.1×1011×1.49×10-4 =0.418mm
0.4184mm <l/400=7.84mm 满足! 3.2.7立柱计算
立柱采用Φ540*8mm的钢管柱,最大高度24m 。轴心压力为上部盖梁传递的集中荷载, 根据计算最大轴心压力N=820.91kN。立柱布置横桥向3m 纵桥向12.5+2+12.5m布置。系杆设置从立柱根部1m 起每4米一道系杆共4道,系杆为[10槽钢。
(1). 受压稳定系数计算: 截面尺寸:540×10mm
截面面积:A=3.1416*(540^2-520^2)/4=16650.4mm2 抵抗矩:W=(π/32)*540^3*(1-(520/540)^4)=2.1661×106 mm3 截面材性:Q235钢材,允许应力[б]=140MPa
22
i =D +d /4=187.417 mm x 绕x 轴回转半径: 绕y 轴回转半径:
i y =D 2+d 2/4
=187.417 mm
绕X 轴长细比为 λx=l0x /ix =128.06 绕X 轴截面为b 类截面
绕Y 轴长细比为 λy=l0y /iy =128.06
绕Y 轴截面为b 类截面
按 GB 50017--2003 附录c 查表c-2《b 类截面轴心受压构件的稳定系数》 查得绕X 轴受压稳定系数 υx = 0.397 查得绕Y 轴受压稳定系数 υy = 0.397 (2)强度验算: 轴压力 N =820.91kN
计算得强度应力为б=N/A=49.31MPa <[б]=140MPa 满足! (3). 稳定验算:
计算得绕X 轴稳定应力为бx=N/(υx×A)=124.2 MPa<[б]=140MPa 满足! 计算得绕Y 轴稳定应力为бy=N/(υy×A)=124.2 MPa<[б]=140MPa 满足! 考虑5cm 偏心受压时:
N M p =+≤f
A W
=49.31+820.91×106×0.05/(2.1661×106) =68.26MPa<[б]=140MPa
(4)局部稳定验算:
外径与壁厚之比为:R/δ=54 满足!(GB50017--2003 第59页 5.4.5,圆管受压构件的外径与壁厚之比不大于100(235/f)=109.3)
δ——立柱壁厚10mm R ——立柱外径540mm 3.2.8基础计算
根据本工程实际的地勘数据,钢管桩基础根据实际情况考虑将开挖至砂质粘土层或粗砂层,采用换填1m 碎石垫层后施做混凝土条形基础,基底承载力通过静力触探试验可达到160KPa 。
(1).C25钢筋砼局部承压验算
单根立柱对钢管的压力:立杆承受荷载+钢管自重 N=820.91+24×9.89×10-3×130.64=851.92KN
钢管与钢筋混凝土基础底部采用70cm ×70cm 钢板连接。 则混凝土局部承压:
σ=N/A=851.92÷(0.7×0.7) ×10-3=1.74MPa<[σ]=25 MPa
(2)地基承载力验算
中支墩两排钢管荷载总和为ΣN=851.92*8=6815.36KN,混凝土条形基础尺寸为12×4×1m ,换填碎石垫层容重为18KN/m3, 高度为2m ,碎石面层基底尺寸为5×14m ,基础埋置深度为1m 。立杆荷载通过混凝土基础传递,应力按45°角传递。
混凝土基础底面的平均压应力:
σ=(6815.36+12×4×26)/(12×4)=168KPa
碎石底层基底应力计算公式(参考《桥梁施工百问》第77页):
σH =abσ/(ab+(a+b+4/3*hs*tanΦ)+γs h s =
14*5*168/(14*5+(14+5+4/3*2)*2)+18*2=139.765 KPa<160kPa 满足!
边支墩单排钢管荷载总和为ΣN=851.92*4=3407.68KN,混凝土条形基础尺寸为12×2×1m ,换填碎石垫层容重为18KN/m3, 高度为2m ,碎石面层基底尺寸为3×14m ,基础埋置深度为0。立杆荷载通过混凝土垫层,应力按45°角传递。
混凝土基础底面的平均压应力:
σ=N/A=(3047,68+12*2*26)/(12×2)=153 kPa
碎石底层基底应力计算公式(参考《桥梁施工百问》第77页):
σH =abσ/(ab+(a+b+4/3*hs*tanΦ)+γs h s =
14*3*153/(14*3+(14+3+4/3*2)*2)+18*2=115.08 KPa<160kPa 满足!
(二) 满堂支架结构验算 1、碗扣支架相关参数
立杆和横杆设计允许荷载
碗口支架钢管外径48㎜, 钢管内径41㎜, 壁厚3.5mm ,截面积4.89*102mm 2
惯性矩I=1.215*10mm ,单位重量62kg/m
54
回旋半径i={[π(484-414)/64}/{π(484-414)/4}}1/2=15.78㎜ 2、支架荷载分析
根据本工程现浇箱梁的结构特点,在施工过程中将涉及到以下荷载形式: ⑴ q1—— 箱梁自重荷载,新浇混凝土密度取2600kg/m3。
根据我部现浇箱梁结构特点,我们取Ⅲ-Ⅲ截面为代表截面进行箱梁自重计算,并对这个代表截面下的支架体系进行检算,首先分别进行自重计算。
⑵ q2—— 箱梁内模、底模、内模支撑及外模支撑荷载,按均布荷载计算;取q 2=
1.2kPa
⑶ q 3——因施工时面积分布广,需要人员及机械设备不多,取q 3=2.0KN/m2(施工中要严格控制其荷载量)。
⑷ q4—— 振捣混凝土产生的荷载,对底板取2.0kPa ,对侧板取4.0kPa 。 ⑸ q5—— 新浇混凝土对侧模的压力。
因现浇箱梁采取水平分层以每层30cm 高度浇筑,在竖向上以V=1.2m/h浇筑速度控制,砼入模温度T=28℃控制,因此新浇混凝土对侧模的最大压力
q 5=P m =K ⨯r ⨯h
K 为外加剂修正稀数,取掺缓凝外加剂K=1.2 当V/t=1.2/28=0.043>0.035
h=1.53+3.8V/t=1.69m
q 5=P m
=K ⨯r ⨯h =1. 2⨯25⨯1. 69=50. 7KPa
⑹ q6—— 倾倒混凝土产生的水平荷载,取2.0kPa 。
⑺ q7—— 支架自重,经计算支架在不同布置形式时其自重如下表所示:
荷载组合
3、支架结构验算 3.1 底模面板检算
底模面板采用18mm 厚竹胶板,竹胶板尺寸为122*244*1.8cm。竹胶板下桥顺向设置
100*100mm方木小肋,中心间距300mm ,取1m 板宽按净跨径300mm 简支梁检算。 (1)、荷载
取底腹板荷载进行计算:梁体砼顺桥向均布荷载:q 2=9. 5953/4. 94*26=50. 5KN /m 2 底模面板宽度自重1*9*0. 018=0. 162kN /m 2 上部拱肋自重及支撑架荷载2. 12kN /m 2
q c =1. 2*[(50. 5+0. 162+2. 12) *1]+1. 4*((2. 5+2+2) *1)=72. 44kN /m (2)强度验算
M max =0.65kN·m Q max =13.04kN
底模力学参数:
S =1/8×bh 2=1/8×1.0×0.0182=4.05×10-5 m 3
x
I=1/12×bh 3=1/12×1.0×0.0183=4.86×10-7 m 4 W =1/6×bh 2=1/6×1.22×0.0182=5.4×10-5 m 3
强度条件:
σ
σ=Mmax /W=0.65/(6.59×10-5 )=9.87MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(13.04×4.05×10-5)/( 4.86×10-7×1.0) =1.087MPa<[τ]=1.3 MPa (3)刚度验算:fmax <[f]
f max =0.677ql4/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(0.677×72.44×0.34)/(100×9×109×2.81×10-7) =0.157mm<[f]=1/400m=0.75mm 1.8cm 的竹胶板作为底模满足要求。 3.2 模板底纵桥向方木计算:
竹胶板底部桥顺向设置100*100mm方木小肋,中心间距300mm ,方木下设置横桥向方木,方木中心间距为60cm ,按单根方木受力(单根方木承受宽度600mm 的系梁荷载)按三跨连续梁检算。 (1)、荷载组合
取底腹板荷载进行计算:梁体砼顺桥向均布荷载:q 2=9. 5953/4. 94*26=50. 5KN /m 2 底模面板宽度自重1*9*0. 018=0. 162kN /m 2 方木自重:9*0. 1*0. 1*1/0. 3=0. 3kN /m 2 上部拱肋自重及支撑架宽度荷载2. 12kN /m 2
q c =1. 2*[(0. 162+50. 5+2. 12+0.. 3) *0. 3]+1. 4*[(1. 5+2+2)*0. 3)=21. 42kN /m
x
M max =0.19kN·m Q max =3.86kN 方木力学参数:
S =1/8×bh 2=1/8×0.1×0.12=1.25×10-4 m 3
x
I=1/12×bh 3=1/12×0.1×0.13=8.3×10-6m 4 W =1/6×bh 2=1/6×0.1×0.12=1.67×10-4 m 3
强度条件:
σ
σ=Mmax /W=0.19/(1.67×10-4 )=1.14MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(3.86×1.25×10-4)/( 8.3×10-6×0.1) =0.581MPa<[τ]=1.3 MPa
刚度验算:fmax <[f]
f max =0.677ql4/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(0.677×21.42×0.54)/(100×9×109×8.3×10-6) =0.121mm<[f]=1/400m=1.25mm 底模纵向方木截面尺寸符合设计要求 3.3横向方木计算:
横桥向方木采用10*15cm方木, 铺设于支架立杆顶撑上,间距为60cm ,跨度60cm ,所受荷载为上部纵向方木传递的集中荷载,间距按30cm 布置,其荷载大小为: P=1.143*ql=1.143*21.42*0.6=14.69KN/m 按四跨连续梁计算。
x
M max =2.12kN·m Q max =18.23kN 方木力学参数:
S =1/8×bh 2=1/8×0.1×0.152=2.813×10-4 m 3 I=1/12×bh 3=1/12×0.1×0.153=2.813×10-5m 4 W =1/6×bh 2=1/6×0.1×0.152=3.75×10-4 m 3
强度条件:
x
σ
σ=Mmax /W=2.12/(3.75×10-4 )=5.65MPa<[σ]=12 Mpa
τ= Qmax S/(Ib)=(18.23*2.813×10-4)/( 2.813×10-5×0.15) =1.22MPa<[τ]=1.3 MPa
刚度验算:fmax <[f]
f max =1.764ql3/(100EI) 其中E=9×103 MPa f max =(1.764×14.69×0.63)/(100×9×109×2.813×10-6) =0.0221mm<[f]=1/400m=1.5mm 底模横向方木截面尺寸符合设计要求
3.4扣件式钢管支架立杆强度及稳定性验算 边支点Ⅲ-Ⅲ截面处
钢管扣件式支架体系在箱梁底腹板采用60×60×120cm 的布置结构,在翼缘板采用60×90×120cm 的布置结构,如图:
模板斜撑立杆
模板
小横杆
根据立杆的设计允许荷载,当横杆步距为120cm ,立杆可承受的最大允许竖直荷载
单位:m
为[N ]=30kN(参见公路桥涵施工手册)。
立杆实际承受的荷载为:N=1.2(N G1K +NG2K )+0.85×1.4ΣNQK (组合风荷载时) N G1K —支架结构自重标准值产生的轴向力; N G2K —构配件自重标准值产生的轴向力 ΣNQK —施工荷载标准值;
于是,在底腹板位置有:
N G1K =0.6×0.6×q 1=0.6×0.6×43.013=15.485KN N G2K =0.6×0.6×q 2=0.6×0.6×1.2=0.432KN
ΣNQK =0.6×0.6×(q3+q4+q7)=0.36×(2.0+2.0+3.38)=2.657KN
则:N=1.2(N G1K +NG2K )+0.85×1.4ΣNQK =1.2×(15.485+0.432)+0.85×1.4×2.657=22.26KN<[N ]=30kN ,强度满足要求,安全系数30/22.26=1.35。
在翼缘板位置有:
N G1K =0.6×0.9×q 1=0.6×0.9×8.32=4.493KN N G2K =0.6×0.9×q 2=0.6×0.9×1.2=0.648KN
ΣNQK =0.6×0.9×(q3+q4+q7)=0.54×(2.0+2.0+3.38)=3.985KN
则:N=1.2(N G1K +NG2K )+0.85×1.4ΣNQK =1.2×(4.493+0.648)+0.85×1.4×3.985=10.911KN<[N ]=30kN ,强度满足要求。均满足要求。
②、立杆稳定性验算
根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》有关模板支架立杆的稳定性计算
公式:N/ΦA+MW /W≤f
N —钢管所受的垂直荷载,N=1.2(N G1K +NG2K )+0.85×1.4ΣNQK (组合风荷载时),同前计算所得;
f —钢材的抗压强度设计值,f =205N/mm2参考《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》表5.1.6得。
A —υ48mm×3.5㎜钢管的截面积A =489mm 2。
Φ—轴心受压杆件的稳定系数,根据长细比λ查表即可求得Φ。
i —截面的回转半径,查《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》附录B 得i =15.8㎜。
长细比λ=L/i。
L —水平步距,L =1.2m 。
于是,λ=L/i=76,参照《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》查附录C 得Φ=0.744。
M W —计算立杆段有风荷载设计值产生的弯距; M W =0.85×1.4×W K ×La×h 2/10 W K =0.7uz ×u s ×w 0
u z —风压高度变化系数,参考《建筑结构荷载规范》表7.2.1得u z =1.25
u s —风荷载脚手架体型系数,查《建筑结构荷载规范》表6.3.1第36项得:u s =1.2 w 0—基本风压,查〈〈建筑结构荷载规范〉〉附表D.4 w0=0.35KN/m2 故:W K =0.7uz ×u s ×w 0=0.7×1.25×1.2×0.35=0.368KN La —立杆纵距0.6m ; h —立杆步距1.2m ,
故:M W =0.85×1.4×W K ×La×h 2/10=0.03784KN
W — 截面模量查表〈〈建筑施工扣件式脚手架安全技术规范〉〉附表B 得: W=5.08×103mm 3
则,N/ΦA+MW /W=22.26×103/(0.744×489)+0.03784×106/(5.08×103)=68.634KN/mm2≤f=205KN/mm2 计算结果说明支架是安全稳定的。
3.5满堂支架整体抗倾覆验算
依据《公路桥涵技术施工技术规范实施手册》第9.2.3要求支架在自重和风荷栽作用
下时,倾覆稳定系数不得小于1.3。
K 0=稳定力矩/倾覆力矩=y×N i /ΣMw
采用C 匝道第三联第一跨20m 验算支架抗倾覆能力:
跨中支架宽13.8m ,长20m 采用60×60×120cm 跨中支架来验算全桥: 支架横向19排; 支架纵向31排; 高度19.5m ;
顶托TC60共需要19×31=589个; 立杆需要19×31×19.5=11485.5m;
纵向横杆需要18×(INT (19.5/1.2)+1)×19=5814m; 横向横杆需要19×(INT (19.5/1.2)+1)×31=10013m; 故:钢管总重(11485.5+5814+10013)×3.84=104.88t; 顶托TC60总重为:589×7.2=4.24t; 故q=104.88×9.8+4.24×9.8=1069.376KN; 稳定力矩= y×N i =8×1069.376=8555.1KN.m
依据以上对风荷载计算W K =0.7uz ×u s ×w 0=0.7×1.25×1.2×0.35=0.368KN 跨中64m 共受力为:q=0.368×19.5×18=129.168KN; 倾覆力矩=q×5=129.168×5=645.84KN.m
K 0=稳定力矩/倾覆力矩=8555.1/645.84=13.25>1.3 计算结果说明本方案满堂支架满足抗倾覆要求 3.6 跨中门洞支架体系验算
本桥施工方案中B 匝道第二联第二跨和C 匝道桥第四联第一跨中的门式通道采取间距30cm 碗扣支架和工字钢平台支架体系,工字钢平台支架体系由碗扣支架上铺设10*10的纵向方木,方木上铺设间距为60cm 的I45a 工字钢作为横向分配梁,工字钢上纵向向满铺10×10cm 方木及搭设满堂扣件式钢管支架。 (1)门洞横梁工字钢验算 门洞处荷载为
取底腹板荷载进行计算:梁体砼顺桥向均布荷载:q 2=9. 5953/4. 94*26=50. 5KN /m 2 底模面板宽度自重1*9*0. 018=0. 162kN /m 2
方木自重:9*0. 1*0. 1*1/0. 3+9*0. 15*0. 1*1/0. 6=0. 525kN /m 2 上部拱肋自重及支撑架宽度荷载4kN /m 2
q c =1. 2*[(0. 162+50. 5+4) ]+1. 4*(1. 5+2+2) =73. 3kN /m
取立杆间距为0.6*0.6m;则门洞横梁处每根立杆受力为:73.3*0.6*0.6=26.39KN; 门洞横梁受力图如下:
M max x
2x
2
横梁所需要的截面抵抗矩为: W=
M max 139. 7KN ⋅m
==0. 9634⨯10-3m 3=963. 4cm 3 32
[σw ]145⨯10KN /m
查《桥涵计算手册》“热轧普通工字钢截面特性表”可知,需使用I40a 型号的工字钢,该型号工字钢截面特性如下:
S=86.07mm2 Ix=21714cm4 Wx=1085.7cm3 M=67.56kg/m tw=16.5mm Ix/ Sx=34.1cm
I40b 自重为0.6756KN/m(查桥涵手册)
q ⋅l 20. 6756⨯52
==2. 11KN ⋅m I45b 自重产生弯距为:M=88
总弯距Mx=139.7+2.11=141.81KN·m 弯距正应力为σ=
Mx 141. 81==130. 62Mpa
1.3的容许应力增加值),满足要求
支点处剪力为:Qx=121.29+0.6756×2.5=122.98KN
δ为腹板板厚度δ=16.5mm
τ max =
Q ⋅Sx 122. 98
==21. 86Mpa
满足要求。
工字钢跨中挠度验算:
I40a 单位长度上的荷载标准值为:q=43.98+0.6756=44.66KN/m
5q ⋅l 4
5⨯44. 66⨯545
f ===0. 008m ≤=0. 0125mm
384⋅E ⋅Ix 384⨯210000000⨯0. 0021714400
I45b 刚度满足要求,所以采用I45b 。 (2)门洞支撑墩立杆上枕梁计算
若枕梁按图中布置,纵梁将只起到传力作用,不需要特别的验算,
但在实际施工中考虑最不利情况,支撑立杆顶枕梁承受由门洞横梁传递的上部荷载和自重,横梁传递的力以端头支墩处剪力最大,取此处计算。支撑立杆顶枕梁按跨中受集中荷载这一最不利的情况进行验算。验算时按连续梁进行,L=0.6m
纵梁传递的剪力:Qx=122.98KN
I12工字钢自重:W=0.6*0.1421=0.0853KN
每边支撑墩立杆共7排,故支撑墩立杆顶单根枕梁跨中集中荷载
P=1/7 Qx+Wx=1/7*122.98+0.0853=17.654KN
M max =1/4*0.6*17.654=2.65KN.m
最大应力计算σ=
强度符合要求
挠度验算
8q ⋅l 38⨯17. 654⨯0. 640. 6f ===0. 0005m ≤=1. 5mm 384⋅E ⋅Ix 384⨯210000000⨯0. 000488400
满足要求
(3)门洞两边支撑墩立杆验算:
立杆强度验算
按接受由支撑墩立杆顶枕梁传递的荷载P 及自重这一最不利的情况进行验算。 则支墩立杆所受压力N=P+W自重=17.654+2.2=19.854KN;
立杆轴心受压应力计算 Mx 2. . 65==34. 24Mpa
σ=N 19. 854==40. 6Mpa
强度符合要求1
立杆稳定性验算:
立杆步距为1.2m, 碗扣脚手架立杆Φ=48mm, 壁厚为3.5mm
参照《扣件式规范》,按下式计算
l 0= h+2a
h ——步距,h=1200mm;
a ——立杆上端顶托伸出顶层横杆中心线至模板支撑点的长度;a = 0.650 m;
则立杆计算长度
l 0 = h+2a
=1200+650×2
=2500mm
则立杆受压长细比:
l 0/i=2500/15.8
=158.23
参照《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》表A.0.6得
υ=0.2801
则钢管立杆的最大应力计算值:
σ=N/υA
=19.854/(0.2801×4.89×102)
=144.953N/mm2<f=205N/mm2
∴立杆满足设计要求。
3.7立杆底座和地基承载力计算
⑴ 立杆承受荷载计算
在底腹板两侧立杆的间距为60×60cm ,每根立杆上荷载为:
N =a×b×q= a×b×(43.01+q2+q3+q4+q7) = 0.6×0.6×(43.01+1.2+2.0+2.0+3.38)=18.57kN
⑵ 立杆底托验算
立杆底托验算: N≤Rd
通过前面立杆承受荷载计算,每根立杆上荷载最大值为:
N =a×b×q= a×b×(43.01+q2+q3+q4+q7)
= 0.6×0.6×(43.01+1.2+2.0+2.0+3.38)=18.57kN
底托承载力(抗压)设计值,一般取R d =40KN;
得:18.57KN <40KN 立杆底托符合要求。
(3) 立杆地基承载力验算
地基承载力计算公式如下所示
P=N/A;
式中:N---支架传递基础顶面的轴心力;
A---硬化地基受力面面积。
立杆底座为150cm*150cm,直接支承在混凝土垫层上,则混凝土局部受压面积为A d =15cm×15cm=225cm2;有前面计算得知道立杆最大轴心力N=22.26KN。
则混凝土垫层局部承压应力计算如下:
N 22. 26==989. 33KPa =0. 989MP a <A d 0. 0225[f ]=9. 6MPa ,C20混凝土轴心抗压强度设cd
计值9.6MPa 。则混凝土局部受压满足受力要求。
C20混凝土容重为24KN/m3,轴心抗压强度设计值9.6MPa ,其刚性角取45°;应力按45°角扩散,则15cmC20混凝土垫层下的承载力:
(22.26+0.45*0.45*0.15*24)/0.45*0.45=113.53KPa
由于B 匝道第一联、第二联第1、2跨及C 匝道桥第四联位于94区压实路基上,路基顶承载力可达200KPa ,满足要求。
针对自然边坡原状土体,在清除表层后进行碾压夯实,回填30cm 厚二灰土,使压实度达到93%以上后,再在回填层上硬化C15混凝土15cm 。
按45°角扩散,天然地基整体承受上部荷载:
N=22.26+1.05*1.05*0.15*24+1.05*1.05*0.3*16=31.521KN
N/S=31.521/(1.05*1.05)=28.59KPa<120KPa ,压实天然地基承载力满足要求。
结点,1,0,0
结点,2,5,0
结点,3,6,0
结点,4,7,0
结点,5,12,0
单元,1,2,1,1,1,1,1,1
单元,2,3,1,1,1,1,1,1
单元,3,4,1,1,1,1,1,1
单元,4,5,1,1,1,1,1,1
结点支承,2,3,0,0,0
结点支承,3,1,0,0
结点支承,4,1,0,0
单元荷载,1,3,59.5,0,1,90
单元荷载,2,3,59.5,0,1,90
单元荷载,3,3,59.5,0,1,90
单元荷载,4,3,59.5,0,1,90
单元材料性质,1,4,9226350,1578132.36,0,0,-1