ST梁支撑梁支撑D（精选8篇）
ST梁支撑梁支撑D 篇1
1 引言
偏心支撑钢框架结构是近年来发展起来的一种新型结构体系。在荷载作用下,偏心支撑钢框架的耗能梁段率先受剪屈服,通过它的塑性变形来耗散能量,从而减小结构其他构件的受力,以保证整个结构的安全。耗能梁段长度的取值直接关系到耗能梁段的变形形态和耗能性能,对偏心支撑钢框架的受力性能具有较大的影响。因此,本文从D型耗能梁段长度着手,分析了其对偏心支撑钢框架结构性能的影响,从而更好地协调结构的承载力、刚度、延性这三者的关系。
2 有限元模型的建立
为了深入分析不同耗能梁段长度对偏心支撑钢框架的受力性能,本文依据现行规范设计了7种模型,采用结构分析有限元软件ANSYS对其受力性能进行了非线性有限元模拟。
2.1 模型的几何尺寸
偏心支撑钢框架模型取用民用建筑层高、柱网跨度、梁柱断面尺寸,并按照剪切屈服型耗能梁段进行设计。模型梁柱连接、支撑两端与框架的连接均采取刚性连接形式。模型柱、梁和支撑的截面尺寸分别为:450mm×300mm×12mm×20mm,350mm×200mm×10mm×16mm,300mm×200mm×6mm×10mm。本文选取模型中KEEL1~KEEL4为剪切屈服型耗能梁段、KEEL5~KEEL7为弯曲屈服型耗能梁段。7种模型除了耗能梁段长度e不同外,其余参数均保持不变。7种模型的屈服类型及耗能梁段长度见表1。
2.2 单元选取和模型建立
模型中所有构件均采用三维结构应变梁单元BEAM189进行划分。耗能梁段在受力过程中会产生较大的塑性变形,因此对耗能梁段及其附近区域进行了网格加密。偏心支撑钢框架模型尺寸及有限元模型如图1所示。
2.3 材料模型的确定
柱、梁和支撑均采用Q235钢,钢材弹性模量E=2.06×105MPa,泊松比取μ=0.3。材料本构关系单向加载时采用Von Mises多线性等向强化模型,循环加载时采用考虑在循环荷载下钢材Bauschinger效应的多线性随动强化模型。钢材屈服应力σy、极限应力σu及其对应应变值εy、εu见表2所示。
2.4 加载制度和约束情况
研究耗能梁段在循环荷载下的滞回性能时,采用位移循环加载,即±Δy/4,±Δy/2,±3Δy/4,±Δy,±2Δy,±3Δy,±4Δy,…方式进行,直至试件破坏。Δy为耗能梁段初始屈服位移。在模型中约束钢框架柱脚节点所有方向的自由度,即假定钢框架柱脚与地面为理想刚接,并约束了柱顶与梁柱节点位置处有限元模型中节点平面外的自由度,以考虑平面外梁对框架的侧向支撑作用。本文默认当模型的承载力超过极限荷载并降低时模型即破坏。
3 偏心支撑钢框架有限元计算结果及其分析
图2为模型KEEL1~KEEL7的单向加载曲线和在循环荷载下的滞回曲线。由图2可以看出,滞回曲线都显示出饱满性,表现出良好的耗能性能和延性特征。剪切屈服型KEEL2,KEEL3,KEEL4的受力性能最好,完成了6Δy位移循环。KEEL1由于在荷载作用下偏心支撑承担了较大的轴向压力而产生屈曲,最终其只完成了4Δy位移循环。由此可见,不同长度的耗能梁段对钢框架的受力性能影响差别较大,以下对不同耗能梁段长度的D型偏心支撑钢框架的受力性能和耗能梁段的耗能性能进行细致的分析。
3.1 钢框架刚度与强度
图3所示为7个模型在循环荷载作用下的骨架曲线和切线刚度退化曲线。从图3可以看出,当耗能梁段较长时,结构的弹性刚度较小。模型KEEL7的弹性刚度仅为4.82k N/mm。随着耗能梁段长度的逐渐减小,偏心支撑钢框架的弹性刚度逐渐增大,模型KEEL1的弹性刚度达到了28.6k N/mm,与模型KEEL7相比,增幅达到了83%。另外,短耗能梁段的切线刚度曲线总是位于长耗能梁段的上方,说明在结构的不同受力阶段剪切屈服型耗能梁段的切线刚度总是大于弯曲屈服型耗能梁段的切线刚度。
除对钢框架抗侧刚度有影响外,钢框架耗能梁段长度还对结构的强度有影响。由图4可看出,钢框架极限强度随耗能梁段长度的减小而显著增加。模型KEEL1的极限荷载达到了843k N,而模型KEEL7的极限荷载只有246k N,与模型KEEL1相比,下降了71%。图中4种剪切屈服模型极限强度变化平缓,而弯曲屈服型耗能梁段下降明显。可见,钢框架耗能梁段越短,框架的强度越高。
3.2 钢框架变形与延性
由骨架曲线可得到各模型在不同受力下的荷载、转角和延性系数。如表3所示。通常,以与极限荷载相应的延性系数值作为衡量偏心支撑钢框架延性的指标,称为有效延性系数。由表3可看出,随耗能梁段长度的减小,屈服荷载Py、最大荷载Pm和极限荷载Pu显著增加。最大增幅分别为74%,71%,71%。随着耗能梁段长度的减小,剪切屈服型钢框架转角和弯曲屈服型钢框架转角在结构不同受力阶段展现出不同特点:在结构屈服点,剪切屈服型钢框架转角均小于弯曲屈服型钢框架转角;在最大荷载点与极限荷载点,剪切屈服型模型除了KEEL1由于偏心支撑受压过早导致转角较小外,剪切屈服型钢框架转角与弯曲屈服型钢框架转角大小相差不多,互有大小。结构的延性系数除了剪切屈服型模型KEEL1系数小于弯曲屈服型模型系数外,其余剪切屈服型模型均大于弯曲屈服型模型,且所有模型达到了规范规定的有效延性系数μ≥4的要求。因此,在结构受力阶段,剪切屈服型偏心支撑钢框架(除KEEL1)在承载力、变形能力和延性均好于弯曲屈服型偏心支撑钢框架。
3.3 耗能梁段的耗能性能
图5为各模型在循环荷载作用下耗散能量值。由图可以看出,剪切屈服型耗能梁段的耗能性能均好于弯曲屈服型耗能梁段的耗散性能。其中剪切屈服型模型KEEL2的耗散能量最多,达到了5.840356×105J,而弯曲屈服型模型KEEL7耗散能量仅为1.81446×105J,比KEEL2减少了69%。由此可看出,剪切屈服型耗能梁段在耗能性能方面比弯曲屈服型具有较好性能。
4 耗能梁段长度设计建议
从以上分析可得,剪切屈服型耗能梁段的受力性能要明显好于弯曲屈服型,但不同长度耗能梁段的受力性能仍有较大差异。表4为4个剪切屈服型耗能梁段的抗震性能参数。从表中可看出:随着耗能梁段长度的增加,剪切屈服型耗能梁段的抗震性能参数均呈现出下降的趋势。因此,耗能梁段越短,其受力性能越好。同时,虽然模型KEEL2弹性刚度和极限强度比模型KEEL1分别下降了22.4%和11%,但其耗散能量值和有效延性系数却比KEEL1分别提高了16.5%和33.3%,这对于抗震是十分有利的。另外,模型KEEL3和模型KEEL4虽然也具有良好的抗震性能,但比模型KEEL2各参数有了不同程度的下降。因此,耗能梁段不宜过短亦不宜过长。从有限元模拟结果来看,耗能梁段在(0.9~1.2)Mp/Vp时对偏心支撑钢框架刚度、延性、耗能和承载力最为有效。
注:Mp=Wp·fy,Vp=0.58fyh0tw;Mp为耗能梁段的塑性抗弯承载力;h0为梁段腹板计算高度;tw为梁段腹板厚度;Wp为梁段塑性截面抵抗矩。
5 结语
随着耗能梁段长度的增加,D型偏心支撑钢框架的强度、刚度、延性和耗能性能均产生了不同程度的退减现象。本文在对有限元模拟结果进行分析总结后认为,耗能梁段的长度在(0.9~1.2)Mp/Vp范围内取值时,有利于偏心支撑钢框架刚度、延性、耗能和承载力的发挥,更有利于对偏心支撑钢框架的整体抗震性能的发挥。
参考文献
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ST梁支撑梁支撑D 篇2
关键词：基坑围护；水平支撑梁；爆破拆除
中图分类号：TU746 文献标识码：A 文章编号：1009-2374（2009）05-0169-02
一、工程概况
广州市××工程地下二层，地上22～32层，总建筑面积206534m2（地上建筑面积148893m2，地下建筑面积57641m2）。基坑形状不规则，开挖深度9.7m～10.7m，开挖土方约30万m3。方案采用上部土钉支护，下部大直径钻孔灌注桩支挡加两道钢筋混凝土内支撑围护，围护桩外设1排Φ600的水泥搅拌桩止水。
水平支撑梁与围护桩形成了一个整体，将围护桩承受力的一部分的水平推力转化为水平支撑梁的轴向压力，充分发挥砼的抗压性能好的优点，分担了钻孔桩的受力，共同支护基坑的土体。
二、选择支撑拆除的方法
当地下室的底板施工完毕后，就必须拆除第二道水平支撑梁；负一层楼板施工完毕以后，就必须拆除第一道水平支撑梁，这样才能进行地下一层楼板和±0.000楼板的施工。因此，水平支撑梁系统如何进行安全、快速地拆除就成了影响整个工程施工进度和施工安全的一个重要环节和关键。该环形梁内支撑系统混凝土量达到1000m3，钢筋量为 80T。要在较短的时间内拆除如此大量的钢筋密集的钢混凝土梁具有相当的难度。因此，我们对该水平支撑梁系统的拆除给予了充分高度的重视，在地下室底板浇筑之前我们就开始考虑水平支撑梁系统的拆除方案。
（一）人工拆除法
组织一批工人，用大锤和风镐拆除支撑梁，优点：施工方法简单；机械和设备简单；容易组织。缺点：施工效率低、工期长；施工安全较差；施工时锤击与风镐噪音大，粉尘较多，会对对周边居民产生干扰。
（二）用静态膨胀剂拆除法
在支撑梁上按设计孔网尺寸钻孔眼，钻孔后灌入膨胀剂，数小时后利用其膨胀力，将混凝土胀裂，再用风镐胀裂的混凝土清掉。优点：施工方法较简单；混凝土胀裂过程缓慢进行，无粉尘，噪音小，无飞石；缺点：要钻的孔眼数量多；装膨胀剂时不能直视钻孔，否则产生喷孔现象易使眼睛受伤甚至致盲；膨胀剂膨胀产生的胀力小于钢筋的拉应力，该力可使混凝土胀裂，但拉不断钢筋，要进一步破碎，尚困难，还得用风镐处理，工作量大；施工成本最高。
（三）爆破拆除法
在支撑梁上按设计孔网尺寸钻炮眼，装入炸药和毫秒电雷管，起爆后将支撑梁拆除。优点：施工的技术含量较高；爆破率效率较高，工期短；施工安全；成本适中（比静态破碎剂法便宜）。缺点：爆破时产生爆破振动和爆破飞石；爆破时会产生声响。
（四）综合比较选择拆除方案
人工拆除法和膨胀剂拆除法有其优点，特别是无震动或震动小，无飞石产生，但是效率低，工期长，成本高。爆破法拆除最大的特点是效率高、工期短、成本适中，爆破法虽然会产生爆破振动和飞石，但它是可以控制和解决。
我们经过仔细的考虑和推敲，征求多方的意见和建议，从从施工工期、造价及噪音等多方考虑，最后决定使用控制爆破法拆除水平内支撑梁系统。
三、内支撑系统爆破拆除技术
（一）爆破拆除设计
采用爆破拆除地下室基坑支撑系统，为确保爆破拆除工作顺利进行，工程技术人员共同攻关、认真考究，参考其它地区内支撑爆破拆除的经验，根据本工程内支撑不同的部位、不同的砼厚度和不同的钢筋含量，设计选用不同的药量、孔径、孔深、孔距以及炮眼布置方式和引爆方式：
水平支撑梁：选用直径为40mm的炮眼孔径，长方向炮眼孔距500mm，短方向炮眼孔距450mm，孔深450mm，单孔装药量和边孔装药量均为120g；
支撑钻孔桩：选用直径为40mm的炮眼孔径，孔深450mm，药量800g；
炸药：采用2号硝铵炸药，当炮眼中有水时，采用乳胶炸药；
雷管：采用毫秒电雷管；
起爆法：支撑系统拆除分几个段块进行，采用电力起爆法，大串联的电爆网络，用高能起爆器起爆。
（二）爆破拆除法安全分析和控制措施
1．爆破振动：当炸药爆炸瞬间产生地震波，使周围建筑物产生振动，产生的地震波与爆药的药量成正比，与距离成反比。爆破安全规程的规定：一般建筑物和构筑物的爆破地震安全性应满足安全震动速度的要求，对一般砖房、非抗震的大型砌块建筑物，其地面质点的安全震动速度为2～3cm/s。作业时，采用毫秒电雷管，并根据不同块段距离建筑物的远近来确定单段的装药量，严格控制每一段雷管所起爆的炸药量，使地面质点的震动速度<2cm/s。
2．飞石控制：确保钻孔质量、孔网和孔深；控制药量，严格按设计来计算；严密防护：每个炮口上压一个砂包，梁侧再用钢板包住梁顶与梁侧，在梁顶钢板上再压砂包。
3．噪音控制：炮眼装好炸药之后，要用炮泥堵密实，再压上砂袋，它可减少噪音，另外用电力起爆法，时间短，噪音得到控制。
（三）爆破拆除施工
1．施工工艺流程。施工准备→放线定孔位→钻孔→验孔→装药和堵孔→连线和导通→防护覆盖→线路导通→爆破警戒→起爆→爆后检查→解除警戒→清理余渣碎石。
2．试爆。在正式进行爆破拆除以前，我们选择西南角上的一部分支撑环梁进行试验性的爆破，其量与炮孔的参数均是严格按照爆破设计来进行。起爆以后，经过检查无哑炮，解除警戒以后，我们进行现场勘察，支撑梁800×800的爆破效果相当理想。整条梁的砼碎裂得比较均匀，粒径大部分都在20cm以下，而且梁上残余的混凝土不多，箍筋基本炸断，主筋全部剥离。环形支撑梁的爆破的效果则不是太理想。环梁的梁侧表面的混凝土基本上剥离，但是梁箍筋以内的混凝土基本上只是炸开裂，松动，而未能炸开成较少的碎块，不能自动跌落或通过人手较易处理。我们对试爆的结果和有关的数据进行分析以后，对环形梁支撑部分的孔距、药量孔深等等参数进行了小的调整。在调整以后，我们对环形梁进行了第二次试爆，第二次试爆以后，爆破的效果比第一次有了明显提高，环形梁的处表面的砼基本炸松脱落，中间箍筋内部的混凝土也基本炸成较小，经人手很易处理的小块混凝土，箍筋也基本炸断，并同混凝土剥离，取得了比较满意的效果。
3．正式施工。在通过两次试爆以后，我们对爆破技术的各种参数进行分析和调整，然后，全面铺开环梁支撑的拆除施工，我们按照施工设计的要求，分段地对梁进行爆破，爆破完成以后，随即对已破碎的混凝土采取人工清除处理。通过十几天的紧张连续工作，按时、按质、安全地拆除了水平内支撑系统，保证了地下室的施工进度。
四、结语
爆破拆除地下室基坑的土方开挖的支撑系统，我公司为了保证工程的施工进度，通过多方面的比较和分析，确定采用爆破处理，成功地完成了混凝土内支撑系统的爆破拆除工作，缩短了工程的工期，加快了工程的进度。
参考文献
[1]何广沂．工程爆破新技术[M]．中国铁道出版社，2000．
盖梁施工的支撑体系探讨 篇3
1 支架法
采用支架法施工, 这是目前还用得较多的一种方法, 盖梁施工的所有临时设施重量及盖梁重量均由支架承受, 直接传到地面。这主要有两种型式, 一种是满堂式落地支架, 支架可用万能杆件也可采用钢管或碗扣式脚手架搭设;另一种是架空支架, 主要为钢管支墩—贝雷架纵梁支架、贝雷架墩—贝雷架纵梁支架, 这种型式主要从节省墩下空间的方面考虑, 用于受交通维护和障碍物影响的地段。这种方法的优点是, 第一, 支架的形式及高低可根据墩周围的地形和墩柱的高度等随机变化, 方法灵活;第二, 不用在墩柱上设置预埋件, 不会对墩柱外观造成影响。由此可知, 支架法施工虽然方便灵活, 但该法有其自身固有的缺点, 在施工时尤需注意支架的稳定性、非弹性变形及地基沉降等方面的问题。
2 钢棒支撑法
钢棒支撑法是在墩柱中预留孔, 然后插入钢棒, 并在两端各伸出一定距离作为工字梁的支承牛腿, 以牛腿为支撑点, 以牛腿上安装工字钢托梁, 其上摆放方木形成底模平台。这种体系的优点是, 支架、模板及整个盖梁的重量通过钢棒传至墩柱, 由墩柱承受, 传力途径简单明确, 不存在支架下沉的问题。但这种体系的缺点也是明显的, 需事先准确测好预留孔的标高位置, 盖梁施工完成后再把预留孔用细石混凝土封堵, 施工较繁琐;且在墩柱内埋设留预孔, 影响墩柱的外观质量, 其处理不但费工费时而且还很难领人满意, 与现代桥梁一流的外观质量不相适应;再次, 这种体系一般不易取得监理、设计部门及业主的认同。因此, 这种体系现已较少采用。
3 预埋钢板法
在墩柱中预埋钢板, 拆模后在预埋钢板上焊接钢支撑, 由它来承受支架、模板及整个盖梁的重量。
这种体系的优点与前一种体系一样, 支架、模板及整个盖梁的重量通过钢支撑及预埋钢板传至墩柱, 由墩柱承受, 传力途径简单明确, 不存在支架下沉的问题而且也不用破坏钢模。这种体系的缺点是, 第一, 预埋钢板要消耗大量钢材, 很不经济第二, 钢支撑的焊接工作是相当大, 对焊接质量的要求也比较高, 而且盖梁施工完后要对墩柱外观进行处理, 不但费工费时而且还较难保证质量。故这种体系只在迫不得已的情况下采用。
4 抱箍法
4.1 抱箍的结构形式
4.1.1 箍身的结构形式
为适应各种不圆度的墩身, 抱箍的箍身宜采用不设环向加劲的柔性箍身, 即用不设加劲板的钢板作箍身。这样, 在施加预拉力时, 由于箍身是柔性的, 容易与墩柱密贴。在施工当中, 为保证密贴的效果更加明显, 一般在抱箍与柱子之间设一层橡胶或土工布等作衬垫。
4.1.2 连接板上螺栓的排列
只要采用厚度足够的连接板并为其设置必要的加劲板, 一般均将连接板上的螺栓在竖向上布置成两排。这样做在技术上是可行的, 实践也证明是成功的。
4.2 抱箍法施工的注意事项
(1) 箍身应有适当强度和刚度, 以传递拉力、摩擦力并支承上部结构重量, 可采用厚度为10mm~20mm的钢板。
(2) 由于抱箍连接板是直接承受螺栓拉力的构件, 要有足够的强度和刚度, 根据理论计算及实践经验, 以采用厚度为24mm~30mm的钢板为宜。
(3) 钢抱箍安装完成后, 进行贝雷架或工字钢梁安装时, 贝雷架或工字钢梁应尽量紧贴墩柱, 并与钢抱箍固定, 梁间可再用螺栓进行连接, 防止倾侧。
(4) 浇筑盖梁混凝土时, 由于抱箍受力后产生变形, 螺栓的拉力值会发生变化。因此, 在浇筑盖梁的全过程中应反复对螺栓进行复拧, 即每浇筑一层混凝土均应对螺栓复拧一次。
5 工程应用
某跨线桥, 全长635.04m, 共24跨, 上部结构采用预应力空心板梁, 跨径组合为20×28+4×17.5m, 下部结构采用双柱式桥墩, 2个座板式桥台, 钻孔桩基础, 墩柱直径为φ1.10m和1.40m两种, 墩柱高在8m~11.5m不等, 双柱间距标准为7.2m, 最大柱距为7.662m, 盖梁长12.4m, 宽1.7m, 高1.6m, 混凝土量32.8m3, 盖梁砼强度为C30。
由于本桥桥址经过农田、鱼塘、水沟, 而且大部分墩柱比较高, 受征地范围和地形的影响, 多数盖梁难采用常规的落地支架方法进行施工。根据现场实际情况, 进行了施工方案的优化, 在鱼塘、水沟及跨越铁路段等盖梁, 采用抱箍法。施工时, 考虑模板、支架及临时荷载, 施工时每套抱箍的总负荷G约为100t于是n=Num (0.03×G+1) =Num (0.03×100+1) =Num (4) =4。实用中每排螺栓个数为4, 抱箍总高度500mm。每套支撑设备包括两根工字钢和两个抱箍, 其中工字钢重2.4t, 两个抱箍重0.8t, 一套支撑设备共重3.2t;纵向分配梁与支架法相同:4个工人1d即可安装1个支架。如采用满堂支架, 平均每个支架高9.3m, 长15m, 支架宽5m, 经计算得知, 如用万能杆件, 每套支架需杆件约13t, 横向分配梁需方木约2.1m3, 纵向分配梁需方木为2.3m3;支架基底硬化砼共需约42m3, 此外, 每拼装一个支架至少4d, 且支架法需要进行预压, 至于消耗的人工就更不用说了。可见使用抱箍法节省了大量投资, 缩短了施工周期。两种施工方法材料及工期对比见表1。
6 结语
通过上面的分析可知, 抱箍法具有施工简单, 适应性强, 节省投资, 施工周期短等优点。由于其他支撑体系的优点抱箍法都有, 而其它支撑体系的缺点抱箍法几乎都没有。因此, 抱箍法是值得大力推广的盖梁施工支撑体系。
参考文献
[1]徐伟, 吕凤梧.施工结构计算方法与设计手册[M].北京:中国建筑工业出版社, 1999.
某工程基坑内支撑梁拆除施工技术 篇4
本工程为某市三甲医院综合楼工程,总建筑面积68 000 m2,按功能区分为主楼A座、配楼B座,地下2层,地上A座24层,总高101.65 m,B座9层,高40.95 m。主楼基础底标高为自然地坪以下9.55 m,配楼基础底标高为自然地坪以下10.15 m。
本工程深基坑支护采用带一道内支撑梁的灌注桩支护结构,设计要求地下室外墙与支护桩之间的空隙用2∶8灰土分层夯实回填,并将-2层顶板与支护桩之间的空隙用C10素混凝土回填,然后方可拆除支撑体系,内支撑梁布置详见图1。
2 与传统风镐拆除方法相比具有的优点
1)大大缩短了工期,且节约人工数量,经济效益明显。
2)因绳锯采用液压,大大节约施工用电及其相关电缆等费用。
3)噪声低,昼夜均能施工。
4)更能保证施工期间的安全与质量。
3 施工工艺
3.1 施工流程
放切割线→临时支撑→预吊→绳锯切割→基坑内转运断梁→吊运至平板拖车→运至施工现场外集中破碎。
3.2 施工步骤
1)放切割线。
综合考虑工期、单次吊装费用、吊装频次、反承受力、安全、施工顺序等因素,将钢筋混凝土内支撑梁分成一定长度的小段,并用墨线弹出切割标记。
2)做临时支撑。
切断一段内支撑梁后,剩余梁将成为悬臂梁,为保证施工安全,在剩余梁端做临时支撑,采用在梁底地下二层顶板上搭设钢架管支撑的方法,需注意下部加设300宽通长脚手板且钢架管下部加设成品焊接底座,目的是分散顶板的受力。
3)预吊。
将简易龙门架架在需要切断的梁两侧,用倒链进行固定,位置在需断梁1/3处,为防倒链绳滑脱造成梁倾覆,在倒链绳内侧钻孔,钉入ϕ12钢筋头,简易龙门吊结构见图2。
4)切割。
将绳锯固定好并通水、通电,保证绳锯接头处卡死,以防绳断造成安全事故。每根内支撑梁切割需1.5 h～2 h。
5)槽内转运。
采用型钢制作几个平板车,预先将平板车放至需断梁下方,切割完后,放倒链将梁徐徐放至平板车上,然后采用槽边的卷扬机牵引运至槽边。
6)吊运至平板拖车。
根据有关规定选用汽车吊,吊运断梁需有专人指挥,严格按操作规程完成吊运作业。
7)运至施工场外集中破碎。
8)为保证施工期间安全,施工现场需建立完善的安全领导机构,设置安全防护设施,并建立应急预案。
4 结语
本工程采用绳锯切割支撑梁施工技术,大大缩短了施工工期,保证了整个工程的施工进度,取得了满意的效果,得到业主及监理单位的高度认可,对以后同类型的基坑支护内支撑梁的拆除施工有一定的借鉴作用。
参考文献
ST梁支撑梁支撑D 篇5
某物流配送仓库,有(无)粘结预应力框架结构,南北长124 m,东西宽60 m,跨度为12 m,13 m,15 m,地下架空-2.4 m,地上一层(库区部分+(10.3～10.9)m),局部两层,总建筑面积9 600 m2。
本课题涉及的超低、超重预应力框架梁位于一层梁板KL2,截面900×1 600,跨度15 m,线性重量3.67 t/m,梁底距离承台、地梁面750 mm。承台、地梁面标高-2.4 m。架空层地面为回填土。
根据施工图纸及模板工程设计理论,编制模板工程施工方案。根据方案可知,该梁线性施工荷载设计值为4.25 t/m,标准值为3.744 t/m;梁侧立杆位于地梁回填土范围内,承受压力为1.27 t;梁底小横杆间距500 mm,线性荷载2.498 t/m,刚度不足。小横杆距离地面为587 mm。
2 运用PDCA理论对模板支撑体系进行优化
2.1 现状调查
1)已初步编制出模板工程施工方案。2)承台、地梁土方回填局部夯实不到位。3)梁底小横杆刚度不够。4)若模板胀模、坍塌造成经济损失巨大,同时也损坏公司的社会信誉和社会形象。
2.2 目标设定
1)模板支撑系统满足强度、刚度及稳定性要求。2)不改变正常的模板工程施工工艺。3)选用周转性材料,降低成本。4)确保模板支撑施工合格率100%,杜绝模板坍塌、胀模。
2.3 问题分析及主要问题确定
2.3.1 地梁边侧回填土方,压缩变形较大,地基承载力不足
承台、地梁土方回填,进行夯实整平后,该梁侧立杆所承受压力约1 t,在该范围内易产生下沉,并且立杆下垫设木跳板,造成施工措施费用增加。
2.3.2 梁底小横杆强度及刚度不足
梁底小横杆承受的线性荷载设计值达到2.498 t/m,强度和刚度均不满足要求。该梁底距离架空层地面仅750 mm,无法采用顶丝加固。
2.3.3 一旦发生胀模、坍塌,将造成巨大损失
模板安装后,梁底仅够一个人爬行通过,混凝土浇筑过程中,给模板看护带来了极大的困难。如果发生胀模事故,混凝土无法清除,并且难以拆模。
2.4 对策制定
根据问题分析,制定对策见表1。
2.5 对策实施
2.5.1 实施一
架空层地面建议做100 mm厚碎石垫层和150 mm厚C15混凝土地面,地面标高-2.3 m。
对承台地梁土方回填范围内的模板支撑立杆,取受压力最大的一个进行分析,通过强度计算,取100 mm厚碎石垫层和150 mm厚C15混凝土地面作为立杆支撑基座,满足立杆承压要求。
架空层C15混凝土地面完成面为-2.3 m,架空层楼板净空为2.09 m,模板支撑立杆采用2 m长ϕ48钢管正好满足要求。
通过多次与设计院、业主及监理沟通,最终同意了我们提出的设计变更。这一项变更减少了巨大的施工措施费。
2.5.2 实施二
通过几种工地常用材料技术经济分析,选定满足要求的加固材料。
1)计算梁底小横杆支撑点的荷载F(假设小横杆在梁侧立杆之间有两点支撑),计算简图见图1。模板结构自重:q1=0.4 kN/m,新浇筑混凝土自重:q2=19.2 kN/m,钢筋自重:q3=1.2 kN/m,振捣混凝土产生的荷载:q4=1 kN/m,倾倒混凝土时产生的荷载:q5=1 kN/m,梁底小横杆所承受的线性荷载设计值:q=1.2×(q1+q2+q3)×0.9+1.4×(q4+q5)×0.9=24.984 kN/m。梁底小横杆中部支撑点所承受的荷载:F=10.606 kN≈1.1 t。
2)选取几种常见材料,进行技术经济分析,确定何种材料作为支撑材料(见表2)。
2.5.3 实施三
交底详细;过程检查;本道工序完成100%检查验收。
1)由项目总工组织施工员、质检员编制技术交底,力求做到面面俱到,通俗易懂,对施工过程中容易出现问题的关键部位要尤为提醒。
2)交底编制后,组织施工班组长及工人学习施工方案和技术交底。
3)样板引路,然后展开大面积施工。
4)每一道工序必须分段、分块进行100%检查验收,对关键部位要亲自动手检查。未经过验收,擅自进行下道工序施工的应立即制止。
2.5.4 实施四
制定混凝土浇筑应急预案。1)成立以项目经理为组长,项目总工为副组长的应急预案响应领导小组。2)准备应急工具、材料及设备。3)首先进行试验性浇筑。成功后按方案展开大面积施工。4)严格执行三次分层浇筑,分层厚度500 mm左右。5)护模时,要时刻注意安全,尤其不要在正在浇筑的框架梁下方,防止模板坍塌发生伤亡事故。6)模板支撑发现任何加固问题,首先紧急处理,同时立即上报项目部有关领导,立刻组织人员研究处理措施。
2.6 效果检查
形成优化后的模板支撑系统如图2所示。
2.7 巩固与改善
1)架空层C15混凝土地面,为施工提供了良好的工作面,立杆基础得到了加强,施工措施费用得到有效降低,同时也保护了承台、地梁。2)这种超低、超重框架梁模板支撑体系中,小横杆采用短木方双顶木支撑,方案可行。
3 结语
1)通过PDCA循环,我们从技术经济的角度,优化了原施工方案,使其更经济、更具可操作性,为高质量施工奠定了良好的基础。
2)我们施工时,不能单纯强调施工经验,要以理论为指导,理论联系实际,尤其是技术含量比较高的一些项目,如高支模设计与施工、深基坑设计与施工等。
参考文献
[1]建筑施工手册编写组.建筑施工手册[M].第4版.北京:中国建筑工业出版社,2003:514-521.
[2]中国建筑第八工程局.建筑施工技术标准(第1分册)[M].北京:中国建筑工业出版社,2003.
[3]中国建筑第八工程局.建筑施工技术标准(第4分册)[M].北京:中国建筑工业出版社,2003.
ST梁支撑梁支撑D 篇6
在桥梁建设中,常常由于桥位处的地形限制,或者由于高速公路对线型的要求而将桥梁做成斜交,体现在桥墩上即同一桥墩对应的墩柱连接线方向与路线走向成一定交角,同时将墩顶横隔梁沿墩柱连接线斜向设计。斜交桥虽然有改善线型的优点,但由于受到斜交角的影响,在竖向荷载作用下弯曲时会伴随扭转产生,在扭矩荷载作用下扭转时会伴随弯曲产生,因而弯扭耦合,受力十分复杂。
采用斜横隔梁设计的桥梁,不仅受力复杂,桥梁设计中通常采用的单梁模型难以对桥梁的受力模式进行准确的分析计算,施工时的模板制作及钢筋绑扎更是较为麻烦。鉴于桥梁斜交设计的必要性及斜横隔梁设计及施工的复杂性,本文以“沈阳至丹东高速公路沈阳至桃仙段改扩建工程”项目为背景,以“下深沟互通式立交A匝道桥”为实例,介绍一种新的设计思路,桥墩依然斜向设计,横隔梁正向设计,为保证桥墩支撑在横隔梁上,需要将横隔梁加宽,即设计为斜支撑下宽横隔梁连续箱梁桥。本文通过三种不同的模型建立方式对A匝道桥宽横隔梁斜支撑下的受力特点进行了分析计算,并针对设计给出了本文的参考意见。
2 工程实例
本桥为某高速公路上的一座匝道桥梁,上部结构为(20+32+32+20)m预应力混凝土连续箱梁,由于斜向跨越沈丹高速公路,需要将该桥2号桥墩斜向设计,斜交角度为75°,本桥采用宽横隔梁设计,桥梁平面布置见图1:
3 模型建立
现有桥梁设计中,最常采用的是平面梁单元模型,即所谓的单梁模型。对于正桥而言,这种方法既可以得到良好的计算精度,又具有建模方便简单的优点。不足之处在于,单梁模型实现2号桥墩对横隔梁的斜向支撑比较困难,因此,本文同时建立了梁格模型和实体模型。为保证斜支撑分析计算结果的可靠性,本文先采用单梁模型核对正向支撑下的梁格模型及实体模型,然后修改梁格模型及实体模型的边界条件,进行斜支撑下宽横隔梁连续箱梁桥受力分析。本文建立的梁格模型见图2、图3:
各模型正支撑下的计算结果对比如下:
3.1 支座反力
桥梁自重作用下的支座反力,如表1所示:
与梁单元支反力相比,梁格模型及实体模型均相差655kN(绝对值),差值来源于后两个模型建立时对箱梁截面的近似处理,由于相对差值较小,仅为1.6%,计算结果可以接受。
3.2 主梁弯矩
统计控制截面弯矩如表2所示:
注:节点号为梁单元跨中及支点对应节点数值,第2、第4行为支点对应节点,梁格弯矩为控制截面处各纵梁弯矩之和。
可以看出,梁格模型与梁单元模型在恒载和预应力作用下的弯矩值吻合较好。
3.3 位移
统计控制截面位移计算结果如表3所示:
可以看出,恒载及预应力作用下梁单元和梁格模型控制截面位移基本一致,实体模型在恒载作用下位移偏小,说明梁单元和梁格模型桥梁刚度基本一致,实体模型的桥梁刚度稍大,主要原因在于三种模型边界条件处理方式的不一致。实体模型支座与梁单元、梁格约束有一点不同,实体模型约束一个区域,因而导致实体模型相对另外两种模型的桥梁刚度偏大(更接近实际情况),进而导致位移计算结果偏小,因此,以上三种模型位移计算结果可以接受。
注:各节点代表各跨跨中截面,负值代表位移向下,实体模型没有模拟预应力。
3.4 应力
统计控制截面应力计算结果如表4所示:
注:节点号与表2注相同,负值代表受压,“/”左右侧分别为箱梁顶底板应力。
恒载及预应力作用下,梁单元及梁格模型的应力计算结果基本一致,实体模型的恒载计算结果偏小,原因在于实体模型的边界条件与前两种模型不同,较大的桥梁刚度导致箱梁顶底板的整体应力水平偏低,三种模型的应力计算结果可以接受。
通过对不同模型支座反力、弯矩、位移及应力计算结果的对比分析,各种模型相互校核并得到了有效验证,计算结果有效,三种模型从不同方式较好地模拟了该桥的受力及变形状态。梁格模型及实体模型通过改变2号墩顶支座的布置形式,可以进行斜支撑对连续箱梁桥全桥及2号墩顶横隔梁的受力影响分析。
4 斜支撑分析
以下从不同角度对梁格模型和实体模型的正、斜支撑对比分析,并得出相应结论如下:
(1)经由梁格分析,斜支撑使恒载作用下2号墩顶箱梁边腹板的负弯矩峰值位置发生变化,如图4和图5所示。
可以看出,正支撑下弯矩峰值出现在336节点,而斜支撑作用下,边腹板弯矩峰值随支座位置改变发生了变化,峰值出现在与斜支撑支座相应的335节点。
(2)通过调整两侧边腹板的纵向钢束在2号墩顶的起弯位置来改善斜支撑对全桥的受力影响,效果不显著。
预应力钢束主要是通过箱梁跨中处下弯和墩顶处上弯来改善连续梁在恒载作用下的内力状态,同时使梁内产生一定的压应力储备来适应二期恒载及活荷载作用。既然2号墩顶边腹板的负弯矩峰值位置发生变化,是否可以相应调整边腹板内钢束上弯位置来改善梁体内压应力储备,对该桥计算如表5。
注:以上为预应力和恒载共同作用下部分节点的应力计算结果,支撑条件为斜支撑,负值代表受压。
由钢束调整前后的应力差值可以看出,调整效果并不显著,分析原因主要是由于钢束顺桥向调整上弯位置后,控制截面钢束对截面中性轴力矩改变不大,同时连续梁还要受到钢束二次矩的负效应影响,最终导致如表5所示的较小应力差值。考虑到设计和施工的复杂性,本桥不通过调整钢束上弯位置来改善边腹板的应力状况。
(3)经由全桥实体分析,斜支撑导致恒载作用下墩顶及墩底横、纵桥向拉应力及压应力值增大。
梁格计算能较好地分析斜支撑对全桥的受力影响,但无法考虑对局部横隔梁的影响,分别计算横载作用下墩顶箱梁顶板应力如图6～图9所示。
由上述图形可以看出,斜支撑改变了顶板的拉应力状况,使拉应力区域集中,拉应力值增大,底板压应力情况也是如此,汇总计算结果如表6所示。
注:表中所示应力为顶、底板应力极值,负值代表压应力。
由表6可以看出,斜支撑对2号墩顶箱梁顶底板的应力影响较大,前文指出不适宜通过调整钢束弯起位置来调整应力,本桥采用加密顶底板普通钢筋,横桥向及纵桥向均进行加密。
进一步分析,改变边界条件,调整桥墩与横隔梁的斜交角度得出计算结果如表7所示:
注:表中所示应力为顶、底板某点应力,负值代表压应力。
斜交角度不变,调整2号桥墩墩柱间距得出计算结果如表8所示:
注:表中所示应力为顶、底板某点应力,负值代表压应力。
由表7和表8可以看出,随着斜交角度或桥墩墩柱间距的增大,箱梁顶、底板的应力值越大,即斜支撑带来的不利影响越大,因此在桥梁方案设计时,首先应尽可能地减小桥墩斜交角度,斜交角度确定后,还要尽量缩短桥墩墩柱间距,较小的斜交角度和墩柱间距对宽横隔梁受力是有利的。
(4)斜支撑使梁体在横隔梁处产生顺桥向的扭矩作用,使箱梁横断面的剪应力值增大。
斜支撑作用下,支座反力对墩顶附近截面的竖向力作用产生差异,使梁体产生顺桥向的扭矩作用,导致箱梁横断面的剪应力增大,分别计算正、斜支撑作用下2号墩顶箱梁横截面剪应力如图10～图13所示。
统计结果如表9所示。
由表9可以看出,斜支撑作用导致箱梁横断面剪应力增大,由于增大幅度较小,本桥不再进行额外处理。
5 结论
(1)考虑到调整边腹板钢束上弯位置对箱梁顶、底板应力改善效果并不显著以及设计、施工的方便性,可以不对边腹板钢束进行调整,仍然采用正桥的配束结果;
(2)在宽横隔梁对应的箱梁顶、底板进行普通钢筋的横、纵向加密,以便克服斜支撑作用下增大的拉应力及压应力;
(3)桥梁方案设计时,应尽可能地减小桥墩斜交角度及墩柱间距,以减小斜支撑对宽横隔梁的不利影响;
(4)斜支撑导致的箱梁横断面剪应力增大幅度不大,可以不进行额外处理。
因而,与斜横隔梁相比,宽横隔梁桥设计和施工都较为方便,桥梁受力较为明确,桥梁工程造价增加不大,在斜交桥方案设计中值得考虑。
参考文献
[1]项贻强.斜梁桥的结构分析方法综述[J].华东公路,1991(2).
[2]席振坤,王京铭,等.连续斜交板桥力学特性的研究[J].公路,1992(8).
[3]刑志成.弯斜桥计算理论与实用计算[M].北京:人民交通出版社,1994.
[4]连续斜梁桥受竖向荷载时的内力近似计算[J].公路,2004(5).
[5]张元海,徐若昌.斜交箱梁桥的格子梁模拟分析[J].兰州铁道学院学报,1993(12).
陈家店高架桥盖梁模板支撑设计 篇7
陈家店高架桥位于山东省日照—竹园高速公路上,是本段高速公路上唯一一座高架桥,本桥中心里程K36+840,位于山东省日照市竖旗山乡陈家店村旁的山沟内,桥址处地形陡峭,山势险峻,有季节性河流,全桥长450 m,其中有9个桥墩的墩高超过20 m,桥墩最高为24.13 m。由于墩身高,需要对盖梁模板的支撑做详细的设计。
2设计思路
按照以往的经验,设计采用碗扣式脚手架支撑盖梁模板,并做了详细的计算和设计,需要大量的脚手架,但是经过市场的调查和大家的讨论,认为在陈家店工地使用碗扣式脚手架不可行,主要有以下几个原因:
1)当时山东省许多地区都在进行高速公路和其他一些基础设施的建设,当地日照市市场上能租用和购买的脚手架有限,满足不了工地的需要,如从远地调运不经济,而且时间也不能保证。2)如果采用脚手架从基础搭到顶部,将要使用大量的脚手架,租用或购买的费用将会很多。3)搭设脚手架将要耗用大量的人力、时间,周转速度慢、效率低,很难保证工期。4)桥墩盖梁施工时正值雨季,时有山洪爆发,严重威胁着施工生产,在河道内搭设大量的脚手架非常不安全。
鉴于以上的原因,改变思路,1)用已经浇筑好的墩柱做支撑,尽量把支撑结构放到墩柱顶上去;2)对墩柱顶的支撑结构有两种想法:a.对墩柱最顶处的墩柱模板进行特殊设计,使圆柱模板紧紧箍住墩柱,做盖梁支撑,但是这需要足够大的摩擦力;b.浇筑墩柱顶部时在每一个墩柱内各预埋一根水平顺线路方向的钢管,拆模后里边穿上钢柱,做支撑的生根。3)在水平钢柱上搁置对焊的槽钢,做盖梁的纵向支撑,在槽钢上搁置枕木,枕木上铺设方木,然后铺设盖梁底模板。示意图见图1,图2,图3。
经研究采用第二种方案,沿着这个思路进行了设计和检算。
3支撑梁设计
根据实际情况设计支撑梁时,盖梁与墩台连接部分(1.5 m长)的盖梁重量由桥墩柱承受,其余部分由两根支撑梁承受。
3.1盖梁的几何尺寸
盖梁的几何尺寸见图1。
3.2设计荷载组合及受力原理图
本支护的荷载主要考虑盖梁、模板重量及施工时可能存在的4级风力,不考虑动荷载。受力图见图4。
3.3 支座反力
RA=RB=1/2(qL+2P)=1/2(68×6+2×76.5)=280.5 kN。
3.4Q图,M图(见图5,图6)
Mmax 发生在梁中间截面处,Mmax=319.77 kN·m。
3.5 支撑梁截面的几何性质
采用[320b槽钢对焊,查表得:h=320 mm,b=90 mm,d=10 mm,Wx=509 cm3,截面如图7所示。
3.6 强度校核
∑max=Mmax/Wx=319.77×103/509/10-6/4
=157.06 MPa<[σ]=210 MPa。
3.7 刚度校核
本支撑梁的刚度校核之目的是在盖梁浇筑时为支撑梁产生位移时提出调整数据,即找出盖梁浇筑时梁中和悬臂端的位移,在安装盖梁底模时进行适当的调整,使浇筑完毕后的盖梁底部的平整度达到规定的要求。使用叠加法计算中间点和两端点的弯曲变形。计算示意图见图8,图9。
均布荷载作用下:C=600,L=720,r=C/L=0.833。
θA=θB=(qCL2)/(48EI)×(3-r2)=0.014 86 rad。
fE=-(qCL3)/(384EI)×(8-4r2+r3)=-3.365 38 cm。
集中荷载作用下:fE=ML2/(16EL)×2=1.029 487 cm。
θA=-θB=MAL/(3EI)+MBL/(6EI)
=MAL/(2EI)=0.005 719 rad。
根据叠加法:fE=-3.365 38+1.029 487=-2.374 208 cm。
fF=fG=pa2/(6EI)×(3L-a)+θAL=1.869 6 cm。
即中点下凹2.374 208 cm,两端上凸1.869 6 cm。
4 墩柱上的悬臂钢柱检算(见图10,图11)
悬臂梁采用A3直径100 mm的圆钢;
强度校核:W=πd3/32;
σ=Mmax/W≤[σ];
σ1=12.6 kN·m/π/0.13/32=128.34 MPa;
τ=P/A=140.25 kN/0.052/π=17.857 MPa;
σ=(σ
检算过程中还检算了支撑梁的焊缝、钢模板底部枕木挠度。
5 结果检验与推广
设计方案经过监理单位同意后,现场实践试用,计算结果符合实际情况后推广使用,浇筑墩身时在距盖梁底0.75 m处预埋直径110 mm钢管,在钢管下面墩柱内布置构造钢筋防止压碎混凝土。拆模后,把直径100 mm的圆钢插入,上边搁置扁支撑槽钢,用紧线器把墩柱两侧的槽钢拉紧,以防滑脱。支撑梁上放置枕木,之间用木楔调整高度。枕木上铺设盖梁底模板。
经过推广使用,槽钢支撑梁工艺收到了良好的经济效益,节省了大量的人工、脚手架费用,而且大大缩短了工期,受到了监理和业主的好评。
参考文献
[1]贾晓宇.成都机场路高架桥大跨度预应力盖梁施工技术[J].山西建筑,2006,32(7):72-73.
ST梁支撑梁支撑D 篇8
关键词：连续梁,支架,螺旋钢管,砂筒,检算
1 总体说明
跨望岛河连续梁(40+64+40)m悬灌梁0号段全长9 m,墩顶梁高6.05 m,悬臂前端梁高5.341 m,梁底宽6.7 m,梁上翼缘宽12.2 m,0号段重591 t,墩高14 m,其断面如图1所示。
2 施工方案
承台施工时预埋80 cm×80 cm×2 cm钢板,吊装螺旋钢管并与钢板焊接,在第二层承台螺旋钢管离地面50 cm起,每300 cm套装焊接法兰一道,并在法兰四周焊接5 cm×10 cm×2 cm三角斜撑,各螺旋钢管法兰之间用25号槽钢焊接连接成整体,钢管顶部焊接80 cm×80 cm×2 cm钢板,钢板上安装2 000 kN/个的砂筒,砂筒与钢板之间焊接,砂筒上焊接双45a工字钢为横梁,横梁上焊接36a工字钢为纵梁,纵梁上20 cm的间距横向铺装10 cm×10 cm的方木,方木上铺装2 cm的竹胶板为连续梁底模。
3 支架设计情况
1)托架立柱:墩身每侧设置双排10根ϕ610×10 mm螺旋钢管(见表1),横向间距(3.15+2×2.95+3.15)m,纵向间距2 m。总共16根钢管立柱,全部支撑在承台预埋80 cm×80 cm×2 cm钢板上。
2)横垫梁采用2Ⅰ45a工字钢;跨度L=(3.15+2×2.95+3.15)m,横梁和螺旋钢管之间通过砂筒调整高度。
3)纵梁采用Ⅰ36a工字钢,间距布置腹板下为28 cm,共设置5根(含导角),底板下为39 cm,共设置10根,跨度L=(2.95+2.95)m。
4)0号块长度为9.0 m,混凝土方量为227.31 m3,节段重量为591 t。
5)0号块墩顶高度为6.05 m,边截面高度为5.341 m。
6)腹板厚度为80 cm。
7)底板厚度为80 cm,倒角处60 cm×30 cm。
8)顶板厚度40 cm,倒角处90 cm×30 cm。
4 计算依据
1)《跨海峰路特大桥施工图》;
2)《双线圆端形实体桥墩施工图》;
3)《无碴轨道预应力混凝土连续梁(双线、悬浇)跨度40+64+40》;
4)《路桥施工计算手册》;
5)《建筑技术》。
5 支架材料参数
木材(A-2红杉木),顺纹弯应力[σ]=13 MPa,弯曲剪应力 [τ]=2.0 MPa ,弹性模量E=104 MPa,Q235钢材,拉压应力[σ]=135 MPa,弯曲应力[σw]=140 MPa,剪应力[τ]=80 MPa,弹性模量E=2.1×105 MPa。
根据《路桥施工计算手册》和《建筑技术》查得,并综合考虑浸水时间,竹胶合模板的力学指标取下值:
[σ]=12 MPa,[τ]=1.3 MPa,E=5×103 MPa。
6 支架结构检算
1)2 cm厚竹胶板检算:
混凝土容重取26.5 kN/m3,超灌系数取1.05,分项系数1.2,支点间距20-10=10 cm,荷载取值紧靠墩身腹板处,内外模及支架:按1.5 kN/m2考虑,人员及机具设备取2 kN/m2,混凝土灌注振捣荷载取3 kN/m2,分项系数1.4(取b=10 cm宽截面分析面板)。
q=5.93×26.5×0.1×1.05×1.2+(1.5+2+3)×0.1×1.4=20.71 N/mm。
M=q×l2/8=20.71×1002/8=25 887.5 N·mm。
W=bh2/6=0.1×0.022/6=6 666.67 mm3。
I=bh3/12=100×203/12=66 666.67 mm4。
σ=M/W=25 887.5/6 666.67=3.883<[σ]=12 MPa,合格。
τ=N/A=0.5×20.71×100/(100×20)=0.52<[τ]=1.3 MPa,合格。
fmax=5ql4/(384EI)=5×20.71×1004/(384×5×103×66 666.67)=0.08<L/400=0.25 mm,合格。
2)10 cm×10 cm方木(20
cm间距布置)检算:混凝土容重取26.5 kN/m3,超灌系数取1.05,分项系数1.2,荷载取值紧靠墩身腹板处,内外模及支架:按1.5 kN/m2考虑,人员及机具设备取2 kN/m2,混凝土灌注振捣荷载取3 kN/m2,分项系数1.4(取腹板下和底板下两处的方木分别检算)。
腹板下(支点间距28 cm):
q=5.93×26.5×0.2×1.05×1.2+(1.5+2+3)×0.2×1.4=41.42 N/mm。
M=q×l2/8=41.42×2802/8=405 916 N·mm。
W=bh2/6=100×1002/6=166 666.67 mm3。
I= bh3/12=100×1003/12=8 333 333.33 mm4。
σ=M/W=405 916/166 666.67=2.44<[σ]=13 MPa,合格。
τ=N/A=0.5×41.42×280/(100×100)=0.58<[τ]=2 MPa,合格。
fmax=5ql4/(384EI)=5×41.42×2804/(384×104×8 333 333.33)=0.05<L/400=0.7 mm,合格。
底板下(支点间距39 cm):
q=1.19×26.5×0.2×1.05×1.2+(1.5+2+3)×0.2×1.4=9.77 N/mm。
M=q×l2/8=9.77×3902/8=185 752.13 N·mm。
W=bh2/6=100×1002/6=166 666.67 mm3。
I= bh3/12=100×1003/12=8 333 333.33 mm4。
σ=M/W=185 752.13/166 666.67=1.11<[σ]=13 MPa,合格。
τ=N/A=0.5×9.77×390/(100×100)=0.19<[τ]=2 MPa,合格。
fmax=5ql4/(384EI)=5×9.77×3904/(384×104×8 333 333.33)=0.04<L/400=0.975 mm,合格。
3)分配梁36a工字钢检算:
混凝土容重取26.5 kN/m3,超灌系数取1.05,分项系数1.2,横梁所承担的荷载分为翼缘板区、腹板区和底板顶板区,其混凝土荷载计算如下:
翼缘板区(单侧3根):0.65×26.5×0.77×1.05×1.2=16.71 kN/m。
腹板区(单侧5根间距28 cm):5.93×26.5×0.28×1.05×1.2=55.44 kN/m。
底板顶板区(10根间距39 cm):1.19×26.5×0.39×1.05×1.2=15.50 kN/m。
内外模及支架:按1.5 kN/m2考虑,人员及机具设备取2 kN/m2,混凝土灌注振捣荷载取3 kN/m2,分项系数1.4。
翼缘板区:16.71+(1.5+2+3)×0.77×1.4=23.717 kN/m。
腹板区: 55.44+(1.5+2+3)×0.28×1.4=57.988 kN/m。
底板顶板区:15.5+(1.5+2+3)×0.39×2×1.4=22.6 kN/m。
取最不利荷载:跨度2 m的腹板区分析图见图2～图4,跨度5 m的翼缘板区的分析图见图5～图7。
σmax=M/W=29/(877.6×1 000)=33.04 MPa<[σ]=140 MPa,合格。
τmax=QSM/(IMδ)=58×508.8/(15 796×1)×10=18.68 MPa<[τ]=80 MPa,合格。
采用清华大学结构力学求解器计算挠度fmax=0.36<L/400=5 mm,合格。
σmax=M/W=74.12/(877.6×1 000)=84.46 MPa<[σ]=140 MPa,合格。
τmax=QSM/(IMδ)=59.29×508.8/(15 796×1)×10=19.1 MPa<[τ]=80 MPa,合格。
采用清华大学结构力学求解器计算挠度fmax=5.8<L/400=12.5 mm,合格。
4)横梁(45a工字钢双根布置)检算:
横梁检算最不利处为靠近墩身的分配梁反力,单根分配梁荷载F为:底板和顶板处每根分配梁:
F1=[4.647×1.7×26.5×1.2+(1.5+2+3)×(3.9×2)×1.4]/10=32.22 kN。
腹板处每根分配梁:
F2={5.664 3×1.7×26.5×1.2+[1.5×8.14×1.7+(2+3)×1.4×1.7]×1.4}/5=70.38 kN。
翼缘板下每根分配梁:
F3=[1.175 6×3.5×26.5×1.2+(1.5+2+3)×(2.75×3.5)×1.4]/3=72.8 kN。
采用结构力学求解器分析,见图8～图10。
σmax=M/W=118.97/(2×1 432.9)×1 000=41.51 MPa<[σ]=140 MPa,合格。
τmax=QSM/(IMδ)=309.32×508.8/(2×32 241×1.15)×10=21.22 MPa<[τ]=80 MPa,合格。
采用清华大学结构力学求解器计算挠度fmax=0.37 mm<L/400=7.3 mm,合格。
5)螺旋钢管(ϕ610)失稳检算:
按照一端固定,一端自由,l0=2×14=28 m,N为横梁最大反力,λ=l0/i=28 000/212.16=131.97<[λ]=140,ϕ=0.341。
σ=N/(ϕA)=523.92×1 000/0.341/18 849=81.51 MPa<[σ]=135 MPa,合格。
虽然螺旋钢管失稳检算合格,但其长细比系数偏大,为保证其安全性,所以在螺旋钢管的底部、顶部及每300 cm的位置采用法兰加固焊接连接系,使各钢管连接成整体,同时与墩身预埋钢板连接,改变其为一端固结一端铰接,以提高其稳定性。
6)基础检算:
0号块螺旋钢管支撑在承台上,在承台上预埋800 mm×800 mm×20 mm的钢板,钢板抗剪τ=Q/A=523.92×1 000/(610×π×20)=13.66<[τ]=80 MPa,合格。
C30混凝土承压应力σ=N/A=523.92/(0.8×0.8)=818.625 kPa<[σ]=20 MPa,合格。
7结语
此支架系统较为普通,但是全面的介绍了各支撑体系的受力分析,为现浇体系支架计算提供了参考。
参考文献