T构箱梁（共6篇）
T构箱梁 篇1
1 工程概况
桥梁位于曹妃甸工业区, 道路等级为城市主干道, 桥梁全长305.06m, 横断面宽38m;下部基础为桩基础, 桥墩采用圆柱形墩, 设双支点;上部结构为4联现浇混凝土预应力箱梁, 第一、三、四联为2×30m混凝土预应力箱梁, 梁高1.6m, 底板厚22cm, 顶板厚25cm, 腹板宽55cm, 中隔梁宽50cm;第二联为2×60mT型刚构箱梁, 梁高2.0m。本工程2#轴主墩模板支设高度超过5m, 工程所在地区土质为软土、素填土。
2 地基处理及支架搭设方案
2.1 地基处理
工程地处软基施工区, 支架搭设前对地基进行处理。根据上部荷载分布情况, 分区构造人工硬壳层, 采用下部换填山皮石, 上部浇注一定厚度的混凝土, 提高地基承载力并在施工前进行超载预压措施, 检验地基承载力和施工支架的安全性, 减小软土地基在施工荷载下的沉降, 为施工荷载的稳定施加创造条件。
2.2 施工支架搭设方案
根据该桥施工高度, 支架采用满堂架碗口架搭设, 搭设前标出线位, 在地基上每列脚手架底部沿纵向铺设50×300mm通长木板, 板下用干砂找平。搭设时立杆垂直度偏度<0.5%, 顶部绝对偏差<10mm/m。支架四边与中间隔4排立杆设一道纵向剪刀撑, 由底至顶连续设置, 高度>4m时, 两端与中间隔4排立杆从顶层开始向下每隔2步设一道水平剪刀撑。箱梁的支架搭设见图1、图2。
2.2.1 T型刚构连续箱梁 (第二联)
(1) 横隔梁及腹板下部立杆横距60cm, 立杆纵距采用60cm, 横杆步距60cm;
(2) 无横隔梁、无腹板下部立杆横距60cm, 立杆纵距采用60cm, 横杆步距120cm;
(3) 翼缘板下立杆横距90cm, 纵距60cm, 横杆步距120cm。
2.2.2 普通连续箱梁
(1) 横隔梁及腹板下部立杆横距60cm, 立杆纵距采用60cm, 横杆步距60cm;
(2) 无横隔梁、无腹板下部立杆横距90cm, 立杆纵距采用90cm, 横杆步距120cm;
(3) 缘板下立杆横距90cm, 纵距90cm, 横杆步距120cm。
3 计算参数
模板及支架区自重1100N/m2;施工人员及设备自重1000N/m2;振捣时混凝土产生的荷载2000N/m2;荷载组合系数:静荷载取1.2, 动荷载取1.4;大、小楞采用东北落叶松, 其力学性能:顺纹弯应力fm=11N/m2, 弹性模量E=10000N/mm2。
4 支架计算
4.1 稳定性计算
4.1.1 T型刚构箱梁
(1) 有横梁部位计算
次梁采用100×100mm枋木, 次梁中心距30cm;主梁采用100×150mm枋木, 主梁中心距60cm, 脚手架步距90cm。
钢筋混凝土自重:2m×25×103N/m3=50000N/m2
用于强度计算总垂直荷载:q1= (1100+50000+1000) ×1.2+2000×1.4=65320 N/m2
用于变形计算总垂直荷载:q2= (1100+50000+1000) ×1.2=62520N/m2
①次梁的计算:次梁上部荷载可以简化成受均布荷载的简支梁
强度验算:q=65320×300/106=19.6N/mm;M=1/8ql2=1/8×29.6×6002=882000N·mm
根据Wx=Ix/ (h/2) 及Ix=1/12bh3计算得
Wx=1/6bh2=16.67×104mm3, Ix=5.73×106mm4
δ=M/ Wx=186188/16.67×10-4=1.12MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:q=65320×300×10-6=19.6N/mm
V=5ql4/ (384EIx) =5×19.6×6004/ (384×0.1×105×5.73×106) =0.57mm<「v」=300/500=0.6mm
②主梁计算:上部荷载可以简化成受集中荷载的简支梁
强度验算:P=65320×600×600×10-6=23515N, M=PL/4=3.53×106N·mm
Wx=1/6bh2=1/6×100×1502=375000mm3, Ix=1/12bh3=2.625×107mm4
δ=M/ Wx=3530000/375000=9.4MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:V=PL3/ (48EIx) =23515×6003/ (48×0.1×105×2.5625×107) =0.41mm<「v」=300/500=0.6mm
③碗扣支架计算
碗扣支架立杆截面 (Φ48×3.5) , 钢管壁厚按3mm计算, 内径40mm, 外径46mm。支架步距60cm。则A=405mm2。
回转半径:r=1/4 (462+402) 0.5=15.24 mm
长细比:λ=L/r=1200/15.24=78.7
Φ=0.695, 结构重要系数取1.4
δ=rN/ (ΦA) = (65320×0.6×0.6) ×1.4/ (0.695×405×10-6) =116MPa<「δ」=215MPa
有横梁支架满足要求
(2) 无横梁部位计算
次梁采用100×100mm枋木, 次梁中心距30cm;主梁采用100×150mm枋木, 主梁中心距60cm, 脚手架步距120cm。
钢筋混凝土自重:0.75m×25×103N/m3=18750N/m2
用于强度计算总垂直荷载:q3= (1100+18750+1000) ×1.2+2000×1.4=27820N/m2
用于变形计算总垂直荷载:q4= (1100+18750+1000) ×1.2=25020N/m2,
①次梁计算
强度验算:q=27820×300/106=8.35N/mm;M=1/8ql2=1/8×8.35×6002=375750N·mm
Wx=1/6bh2=16.67×104mm3, Ix=5.73×106mm4
δ=M/ Wx=375750/16.67×10-4=2.25MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:q=25020×300×10-6=7.51N/mm
V=5ql4/ (384EIx) =5×7.51×6004/ (384×0.1×105×5.73×106) =0.22mm<「v」=600/500=1.2mm
②主梁计算
强度验算:P=27820×600×600×10-6=10015.2N, M=PL/4=1.50×106N·mm
Wx=1/6bh2=1/6×100×1502=375000mm3, Ix=1/12bh3=2.625×107mm4
δ=M/ Wx=1500000/375000=4MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:V=PL3/ (48EIx) =10015.2×6003/ (48×0.1×105×2.5625×107) =0.18mm<「v」=600/500=1.2mm
③碗扣支架计算
碗扣支架间距60×60mm, 步距120cm, 则A=405mm2
回转半径:r=1/4 (462+402) 0.5=15.24
长细比:λ=L/r=1200/15.24=78.7
Φ=0.691, 结构重要系数取1.4
δ=rN/ (ΦA) = (27820×0.6×0.6) ×1.4/ (0.691×405×10-6) =50.1MPa<「δ」=215MPa
无横梁支架满足要求。
4.1.2 普通连续箱梁
(1) 有横梁部位计算:次梁采用100×100mm枋木, 次梁中心距30cm;主梁采用100×150mm枋木, 主梁中心距60cm, 脚手架步距120cm。
钢筋混凝土自重:1.6m×25×103N/m3=40000N/m2
用于强度计算总垂直荷载:q3= (1100+40000+1000) ×1.2+2000×1.4=53320N/m2
用于变形计算总垂直荷载:q4= (1100+40000+1000) ×1.2=50520N/m2
①次梁计算:其上部荷载可以简化为受均布荷载的简支梁
强度验算:q=53320×300/106=16.0N/mm;M=1/8ql2=1/8×16.0×6002=720000N·mm
根据Wx=Ix/ (h/2) 及Ix=1/12bh3计算得Wx=1/6bh2=16.67×104mm3, Ix=5.73×106mm4
δ=M/ Wx=720000/16.67×10-4=4.32MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:q=50520×300×10-6=15.16N/mm
V=5ql4/ (384EIx) =5×15.16×6004/ (384×0.1×105×5.73×106) =0.45mm<「v」=600/500=1.2mm
②主梁计算
强度验算:P=53320×600×600×10-6=19195.2N, M=PL/4=2.88×106N·mm
Wx=1/6bh2=1/6×100×1502=375000mm3, Ix=1/12bh3=2.625×107mm4
δ=M/ Wx=2880000/375000=7.68MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:V=PL3/ (48EIx) =19195.2×6003/ (48×0.1×105×2.5625×107) =0.33mm<「v」=600/500=1.2mm
③碗扣支架计算
立杆间距60×60mm, 步距120cm, 则A=405mm2
回转半径:r=15.24
长细比:λ=L/r=1200/15.24=78.7
Φ=0.691, 结构重要系数取1.4
δ=rN/ (ΦA) = (53320×0.6×0.6) ×1.4/ (0.691×405×10-6) =96.03MPa<「δ」=215MPa
有横梁部位支架满足要求
(2) 无横梁部位计算:次梁采用100×100mm枋木, 次梁中心距30cm;主梁采用100×150mm枋木, 主梁中心距90cm, 脚手架步距120cm
钢筋混凝土自重:0.47m×25×103N/m3=11750N/m2
用于强度计算总垂直荷载:q3= (1100+11750+1000) ×1.2+2000×1.4=19420 N/m2
用于变形计算总垂直荷载:q4= (1100+11750+1000) ×1.2=16620 N/m2
①次梁计算
强度验算:q=19420×300/106=5.83N/mm;
M=1/8ql2=1/8×5.83×6002=590287.5N·mm
根据Wx=Ix/ (h/2) 及Ix=1/12bh3计算得Wx=1/6bh2=16.67×104mm3, Ix=5.73×106mm4
δ=M/ Wx=590287.5/16.67×10-4=3.54MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:q=16620×300×10-6=4.99N/mm
V=5ql4/ (384EIx) =5×4.99×9004/ (384×0.1×105×5.73×106) =0.74mm<「v」=900/500=1.8mm
②主梁计算
强度验算:P=19420×900×900×10-6=15730.2N, M=PL/4=3.54×106N·mm
Wx=1/6bh2=1/6×100×1502=375000mm3, Ix=1/12bh3=2.625×107mm4
δ=M/ Wx=3540000/375000=9.44MPa<「δ」=11MPa
挠度验算:V=PL3/ (48EIx) =15730.2×9003/ (48×0.1×105×2.5625×107) =0.93mm<「v」=900/500=1.8mm
③碗扣支架计算
碗扣支架步距120cm, 则有:A=405mm2 , 回转半径r=15.24
长细比:λ=L/r=1200/15.24=78.7
Φ=0.691, 结构重要系数取1.4
δ=rN/ (ΦA) = (19420×0.9×0.9) ×1.4/ (0.691×405×10-6) =78.69MPa<「δ」=215MPa
无横梁部位支架满足要求
5 结语
该桥软土地基换填, 构造人工硬壳和满堂碗扣式现浇支架搭设方案满足稳定性要求。按照本设计, 本桥混凝土箱梁施工顺利进行。
参考文献
[1]王焕定, 祁皑.结构力学[M].清华大学出版社, 2006.6.
[2]李运魏, 张宏.现浇箱梁桥支架布设及受力验算[J].公路与汽运, 2004 (4) .
大跨度T构连续梁振动模态分析 篇2
关键词：模态分析,抗震分析,大跨度T构连续梁,ANSYS
1工程概况
某新建铁路 (85+2×145+85) m T构连续梁桥, 其结构形式为在多跨连续梁中将其中一个墩与梁固结, 具有连续梁与T构的特性。同时拟建场地抗震设防烈度为7度, 设计地震分组为第一组, 设计基本地震加速度值为0.10g, 地震动反应谱特征周期值为0.35 s, 场地类别属Ⅲ类, 属抗震不利地段, 需要进行抗震分析以保证体系抗震性能。
2模态分析的原理
T构连续梁结构系统可离散为一种具有N个自由度的线弹性系统, 其运动微分方程为:
其中, [M], [C], [K]分别为质量、阻尼、刚度的实对称矩阵, [M]为正定的, [C], [K]为正定或半正定的。当[M], [C]和[K]已知时, 即可求得一定激励{f (t) }下的结构响应{x (t) }。方程 (1) 两边经傅氏变换后, 可得:
(jω) 2[M]{x (ω) }+jω[C]{x (ω) }+[K]{x (ω) }={F (ω) } (2)
其中, F (ω) , x (ω) 分别为激振力{f (t) }和位移响应向量{x (t) }的傅氏变换:
F (ω) =∫
令[H (ω) ]= (-ω2[M]+jω[C]+[K]) -1, 其中, [H (ω) ]为传递函数矩阵。
则式 (2) 可简化为:
{X (ω) }=[H (ω) ]{F (ω) } (3)
对T构连续梁结构系统a点进行激励并在b点测响应, 可得传递函数矩阵中第a行b列元素为:
其中, ϕai, ϕbi分别为a, b点振型元素。由以上可得, N自由度T构连续梁结构系统的频率响应, 等于N个单自由度系统频率响应的线性叠加。对T构连续梁结构进行一点激励, 多点测量响应, 即可得到传递函数矩阵的某一列, 进而计算出模态参数。
3模态分析过程
3.1 模态分析的有限元计算模型
建立模态分析有限元计算模型时, 既要如实地反映分析系统实际结构的重要力学特性, 又要尽量采用较少的单元和简单的单元形态, 以保证有较高的计算精度和减少计算工作量。据此本文建立有限元计算模型。其中计算模型立面见图1, 计算模型三维视图见图2。本桥的模态分析采用大型通用有限元程序ANSYS10.0进行分析, 选用三维渐变不对称梁单元 (Beam188) 模拟主梁、桥墩及桩基础;对桩土的相互作用采用弹簧单元 (Combin14) 模拟;对于桥面二期恒载以及邻跨简支梁质量的影响将其等效为相应主梁节点上的质量单元 (Mass21) 模拟。
3.2 模态分析的结果
结构模态是振动系统特性的一种表征。输出模态参数主要包括固有频率、振型。求得结构的振型和频率便可利用反应谱和振型叠加法确定结构的地震反应。本文结构动力特性分析中的特征方程求解采用Block Lanczos法。通过模态得出前10阶振型特征及前10阶振型图 (见表1, 图3～图12) 。
由表1可知桥跨结构基本周期为1.63 s, 基本振型为主梁纵漂并发生反对称竖弯。
4结语
本文通过建立考虑桩土相互作用的全桥有限元计算模型, 对桥跨结构进行了自振特性分析 (模态分析) , 求得结构的振型和频率后便可利用反应谱和振型叠加法确定结构的地震反应。同时, 模态分析的结果也为进行其他动态系统的分析 (例如, 谐响应分析、瞬态动力学分析、频谱分析等) 提供一个关键的模态参数。
参考文献
[1]李皓月, 周田明, 刘相新.ANSYS工程计算应用教程[M].北京:中国铁道出版社, 2003.
[2]梅早临, 耿传智.浮置板轨道结构振动模态分析[M].上海:城市轨道交通研究, 2004.
[3]刘堂红, 江帆.基于ANSYS的耐冲击性客车车体模态分析[J].铁道机车车辆, 2002 (2) :36-37.
[4][澳]C.H.汉森, S.D.斯奈德.噪声和振动的主动控制[M].北京:科学出版社, 2002.
T型刚构施工中的质量控制 篇3
1 预应力混凝土现浇箱梁产生质量问题的原因分析
1.1 原材料原因造成裂缝问题
这是由于使用不合格水泥出现早期不规则的短缝;砂、石的含泥量超过规定, 不仅降低混凝土的强度和抗渗性, 还使混凝土干燥时产生不规则的网状裂缝;砂、石的级配差, 用这种材料拌制的混凝土常造成梁侧面裂缝。
1.2 钢筋锈蚀引起的裂缝问题
这是由于混凝土质量较差或保护层厚度不足, 混凝土保护层受二氧化碳侵蚀碳化至钢筋表面, 使钢筋周围混凝土碱度降低, 或由于氯化物介入, 钢筋周围氯离子含量较高, 均可引起钢筋表面氧化膜破坏, 钢筋中铁离子与侵入到混凝土中的氧气和水分发生锈蚀反应, 其锈蚀物氢氧化铁体积比原来增长约2～4倍, 从而对周围混凝土产生膨胀应力, 导致保护层混凝土开裂、剥离, 沿钢筋纵向产生裂缝。
1.3 混凝土收缩裂缝问题
混凝土具有热胀冷缩的性质, 当外部环境或结构内部温度发生变化, 混凝土将发生变形, 若变形遭到约束, 则在结构内产生应力, 当应力超过混凝土抗拉强度时即产生温度裂缝。温度裂缝的特征主要是表面裂缝的走向一般无规律性, 深层或贯穿裂缝的走向一般与主筋平行或接近平行;裂缝宽度大小不一, 受温度变化的影响热细冷宽。表面温度裂缝常出现在现浇混凝土1～2d之间。
1.4 拆模过早产生的裂缝问题
在梁板强度还没有达到一定强度时, 就拆除模板, 由于强度原因, 混凝土无法承担自身的重量而产生的裂缝。
1.5 预应力钢绞线安装不准产生的裂缝问题
预应力钢束的孔道位置、钢绞线发生缠绞问题。如果孔道位置不准确, 改变了结构受力状态, 而曲线孔道标高变化段不圆顺还会增大预应力孔道摩阻损失, 因此孔道位置准确与否直接关系到施工的预应力度能否与设计的预应力度相吻合, 直接影响结构安全和工程使用阶段是否会产生裂缝。多根钢绞线如果缠绞在一起, 张拉时各根钢绞线受力不均匀增大了钢绞线之间的摩阻, 造成预应力损失加大。
上述问题的产生, 必然对预应力混凝土现浇箱梁的质量造成很大的影响, 因此, 必须加强其施工过程的质量控制措施。
2 预应力混凝土现浇箱梁施工中的质量控制措施
2.1 严格控制水泥材料的质量
水泥进场必须有出厂合格证, 并对其抽样试验;砂必须选用材质坚硬、干净的中粗砂;粗骨料的最大粒径、级配、强度均要满足规范要求, 并要严格控制含泥量。
2.2 混凝土浇注施工质量
混凝土施工采用泵送混凝土, 分两次浇注, 第一次浇注底板及两侧腹板, 然后凿毛, 支立顶板及翼板模板, 进行第二次浇注。第一次浇注时, 从T构实心横梁的低处向高处推进, 每一截面的混凝土入模顺序对称, 即先浇注两侧腹板, 再浇注中间底板, 腹板混凝土分层浇注, 每层厚度为30cm, 同时加强振捣, 特别是底板内坡脚处浇注底板混凝土时, 及时将多余的混凝土清除掉, 减少因梁体自重增加而产生的永久荷载。腹板混凝土浇注高度保持平顺, 并高出模板2cm, 这样利于凿毛, 接茬整齐, 可确保混凝土外观质量。
2.3 施工中的钢筋质量控制
2.3.1 钢筋安装及波纹管布置
钢筋的绑扎顺序。先在底模上放线做好标记, 按型号、间距分别有序地安放、绑扎、焊接。安装完毕后, 质检员对钢筋型号、根数、间距及保护层厚度进行全面检查。箱梁波纹管纵向定位。箱梁波纹管有内径90mm、100mm的2种。在波纹管接头处, 将波纹管接口用小锤整平, 以防在穿束时引起波纹管翻卷和堵塞。检查波纹管有无破损或变形, 在浇筑混凝土前补好。与锚垫板接头处, 用胶带堵塞好, 以防水泥浆渗进锚孔内。波纹管是确定梁体预应力方向的孔道, 管道位置偏移和弯曲, 都将使预应力值的损失加大。因此波纹管要设置牢固、接头平顺严密, 主要采用以下措施: (1) 波纹管用钢筋架定位 (@50cm) , 而钢筋架与钢筋骨架和模板固定牢固; (2) 设置孔道钢筋, 增加波纹管的刚度; (3) 波纹管连接处设30～50cm搭接长度, 两端封闭严密, 用胶布包紧, 防止渗水、漏浆和脱节; (4) 用泵送混凝土浇注时, 避免直接对着波纹管处倾注, 以免造成管道位移; (5) 混凝土振捣时, 振捣棒不得接触管道, 管道密集区, 设专人负责指挥。
2.3.2 预应力张拉
当梁段混凝土强度达到设计强度的100%时, 按照设计张拉顺序进行张拉。张拉顺序 (R k为控制应力) :0→初应力 (10%Rk) →二倍初应力 (20%Rk) →四倍初应力 (40%Rk) →张拉力 (100%Rk) 持荷5min。张拉要点: (1) 张拉时严格按设计张拉吨位和程序张拉; (2) 预应力张拉均采用油压表与伸长量双控, 以确保施工的预应力符合设计要求; (3) 经常检查锚具质量, 钢丝质量及设备使用程度, 防止断丝、滑丝; (4) 定期标定千斤顶、油表、油泵等张拉设备, 并经常检修油泵, 防止漏油。
2.3.3 孔道压浆控制
预应力管道压浆工作在后张预应力构件中起着举足轻重的作用, 在以往的工程实践中由于施工人员对孔道压浆的工艺和材料质量未给予足够重视, 导致预应力筋过早生锈, 降低结构耐久性。为了使压浆工作成功, 必须做到以下几点: (1) 水泥、水、外加剂和压浆设备符合规范要求; (2) 水泥浆的水灰比、泌水率、膨胀率和稠度等指标符合规范要求; (3) 压浆前检查孔道是否畅通; (4) 压浆顺序正确, 按孔道由低向高的顺序进行; (5) 严格控制压浆压力和速度; (6) 采用真空压浆技术。
2.3.4 压浆与混凝土封锚的控制
压浆与混凝土封锚时要注意: (1) 压浆施工在张拉完成后尽快进行, 不得超过24h; (2) 压浆施工时用水泥砂浆把锚板与钢束周围缝隙封好防止漏浆, 并打开排气管溢浆孔, 压浆时用砂浆添加膨胀剂, 并做好试件; (3) 做好水泥浆性能检查、试验, 压浆泵与管道、阀门的检查; (4) 装带阀门的短管, 保证孔道中的水泥浆在有压状态下凝结; (5) 混凝土封锚, 先行凿毛, 按设计要求强度立模浇注混凝土, 并加强覆盖养生工作。
通过采取以上技术措施, 4个预应力现浇T构及现浇预应力箱梁的施工质量均得到业主、监理的高度认可, 伸长量误差率均无超过6%, 张拉后的箱梁梁面高程及均满足设计要求。
3 结束语
由于连续箱梁施工的普遍性, 从支顶架的搭设和模板的封模到钢筋的绑扎、波纹管的定位、混凝土浇注、养护及预应力张拉, 都是一个连续的过程, 每个过程都不可忽视, 这要求编制切实可行的方案、做好技术交底及现场监控, 要不断加强施工队伍人员培训, 全面领会设计意图, 控制施工质量。●
参考文献
[1]后张预应力混凝土施工手册冯大斌等中国建筑工业出版社1999年1月
[2]预应力混凝土李英民重庆大学出版社出版日期:2007年04月
[3]桥梁预应力混凝土施工技术及标准规范实施手册本书编委会吉林电子出版社2004年
T构箱梁 篇4
东江大桥位于广州港集团新沙疏港通道上, 建成于1991年, 大桥建成后成为附近地域的主要交通要道, 在服务港口生产方便广州、东莞两地来往方面发挥了重要作用。全桥总长964.77 m, 主桥为7孔“16.6 m双悬臂T构+32 m简支挂梁”构造形式。全桥按2车道设计, 行车道宽9 m, 桥面两侧各设宽1.5 m的人行道, 人行道下布置Φ600过江水管, 桥梁设计荷载等级为汽车—20级;挂—100级。如图1、图2所示。
2 病害分析
随着地域经济的快速发展及线路两侧大企业的建立, 东江大桥的车辆大幅度增多, 尤其是超重车辆明显增加, 根据东江公路大桥收费站提供的2007-04~07交通流数据进行分析, 24 h交通总车流量约10 000辆, 其中60%是重型车 (绝大部分为重型超重、超限车辆) 。这些数据是东江大桥采取限载措施后的交通流量状态, 而在此之前, 东江大桥的交通流量更大。
检测结果表明由于超载, T构箱梁顶板、横隔板、腹板及牛腿均出现了裂缝, 悬臂端下挠等结构性病害, 同时存在桥面破损、伸缩缝损坏、支座锈蚀等病害, 这些病害一直未得到诊治, 病害呈蔓延加重的趋势。
(1) 顶板纵向裂缝:T构箱室顶板有多条纵桥向裂缝, 长度在130~220 cm, 裂缝宽度在0.10~0.15 mm。
(2) 横隔板裂缝:箱内横隔板上有多条竖向裂缝, 裂缝长度在0.25~0.5 m, 裂缝宽度在0.10~0.95 mm。
(3) 腹板、牛腿裂缝:T构腹板与牛腿均存在斜向裂缝, 各腹板裂缝数量在13~18条, 裂缝长度在36~127 cm, 裂缝宽度在0.05~0.2 mm。
T构各墩悬臂端均有下挠现象, 最大下挠值为72 mm, 挠度与悬臂跨度比约为1/220。
主要病害原因分析如下:
(1) 主桥T构牛腿短斜裂缝:该病害主要是由于车辆超载、超重过多, T构牛腿伸缩缝处不平整引起的跳车冲击造成的。
(2) T构悬臂端下挠:超载是悬臂端下挠的最主要原因。尤其是在结构已经出现病害情况下, 车辆超载将加速相关构件裂缝的产生和扩展, 加快悬臂端的下挠。开裂后的梁体刚度降低、预应力受损, 而刚度降低、预应力损失、超载等又导致病害进一步加剧, 各种不良效应形成恶性循环。
(3) T构墩顶部横向裂缝:由于车辆超载、超重引起的。通过模拟超重荷载状态下的计算, 该位置出现的裂缝与理论分析计算较为吻合。
3 计算分析
3.1 整体计算
(1) 工况1 (原荷载标准)
按原设计采用的材料特性、荷载等级等各种条件不变, 对结构按85规范进行静力复核计算。计算结果为原结构全截面受压, 变形与应力均满足原设计规范要求。
(2) 工况2 (超载)
按原设计材料特性等各种条件不变, 考虑现实存在的超载 (荷载提高一个等级, 汽—超20) , 对结构按04规范进行计算。计算结果为原结构全截面受压, 但T构墩顶部位压应力储备较小 (最小为0.59 MPa) ;其主拉应力有所增加, 但未超过规范限值。
(3) 工况3 (原荷载标准)
根据目前桥梁实际病害状况, 考虑梁体开裂其刚度降低5%, 预应力损失30% (梁体后期下挠72 mm) , 对结构按04规范进行计算。计算结果为墩顶附近16 m范围内顶板出现拉应力 (最大1.41 MPa) , 部分节段主拉应力超过1.44 MPa (最大1.797 MPa) 。总体上桥梁结构受力已经不满足04规范要求。
(4) 工况4 (超载)
根据目前桥梁实际病害状况, 考虑梁体开裂其刚度降低、预应力损失, 考虑现实存在的超载 (汽—超20) , 对结构按04规范进行计算。计算结果墩顶附近21 m范围出现拉应力 (最大2.18 MPa) ;梁体墩顶附近节段主拉应力超过1.44 MPa (最大2.002 MPa) 。总体上桥梁结构受力不满足04规范要求。
4种工况梁体顶板应力、腹板主拉应力分别如图3、图4所示。
3.2 牛腿构造空间分析
在原结构恒载及活载状态下, 对牛腿结构进行空间分析, 计算结果表明在牛腿根部出现约3.0 MPa拉应力。原结构牛腿应力云图如图5所示。
4 主要维修方案
根据历次检测报告和维修加固前的补充检测报告所列病害以及计算分析结论, 进行各项病害的诊治, 针对各种病害主要采取如下维修措施。
4.1 更换钢结构挂梁
将主桥1#~5#墩间预应力混凝土挂梁换为钢结构挂梁, 保留16 m边挂梁, 并将混凝土人行道及栏杆均换成钢结构。挂梁更换及桥面改造后, 32 m挂梁部位恒载由原设计201 k N/m减小至140 k N/m, 挂梁牛腿支点集中反力由3 209 k N减小至2 089 k N。恒载减轻对T构主梁及牛腿处的受力条件有极大的改善, 计算结果也表明采取该措施后, 考虑桥梁损伤条件下可恢复至原设计荷载等级。钢板梁横向布置示意图如图6所示。
4.2 增设体外预应力束
主桥T构悬臂端下挠原因之一就是预应力损失。采用体外预应力不仅可以增加梁体顶板压应力储备, 并能一定程度恢复桥梁线型并抑制梁体维修过后继续下挠。原结构顶板存在较多的裂缝, 张拉体外预应力对梁体既有裂缝有一定的“闭合”作用。维修设计中在每个T构顶部布置4束12-7Φ5环氧涂层钢铰线体外索。如图7所示。
4.3 其他维修措施
(1) 挂梁支座更换:原挂梁支座钢板锈蚀严重, 部分支座变形过大。本次维修更换全部挂梁支座及支座钢板, 并在钢结构挂梁设计时考虑将来再次更换支座。
(2) 伸缩缝改造:原伸缩缝破损严重, 全部进行更换, 同时在原预应力混凝土挂梁固定支座处增设桥面伸缩缝。
(3) 桥面铺装改造:对于混凝土梁, 设抗剪钢筋与钢筋网片, 浇注与原桥面铺装等厚钢纤维混凝土, 表层铺设6 cm厚SMA沥青混凝土。对于新制造钢结构挂梁, 在钢梁顶板顶面焊接剪力键与钢筋网片, 浇注7 cm厚钢纤维混凝土, 表层铺设6 cm厚SMA沥青。如图8所示。
5 维修效果
5.1 整体效应
在采取上述维修加固措施后, 并按照预应力损失30%, 刚度下降5%考虑, 在恒载作用下顶板拉应力与腹板的主拉应力均有较大减小。
按照04规范计算, Q20荷载等级作用下T构顶板未出现拉应力, 在汽—超20荷载等级作用下, 在墩顶小范围出现拉应力 (最大-0.45 MPa) , 腹板主拉应力均小于规范规定值-1.44 MPa。
5.2 局部牛腿效应
原结构牛腿结根部出现约3.0 MPa拉应力, 在采用上述加固措施后, 减小了结构恒载, 在恒载及活载作用下, 牛腿根部拉应力减小至1.0 MPa。改建后牛腿应力云图如图11所示。
6 结论
(1) 牛腿处斜裂缝、腹板斜裂缝和悬臂端下挠的主要原因就是车辆超载, 后期预应力损失以及病害等循环作用的综合结果。要解决这些病害, 除对梁体混凝土表面缺陷与裂缝进行常规维修外, 还必须结合结构受力进行分析, 从根源上解决梁体开裂问题。
(2) 原梁体存在下挠病害, 若再继续增加二期恒载, 会加重悬臂端下挠, 同时对主梁与牛腿部位受力产生更加不利的影响, 所以加大截面并增设体内预应力加固方法不适用于该桥。如果采用体外预应力方法加固该桥, 由于构造方面原因, 其锚固难度较大, 同时受原结构尺寸约束, 不能较多地布置体外预应力束, 不足以解决原结构预应力损失及下挠病害。
(3) 东江大桥在当初设计其桥面铺装厚度仅为2.0 cm沥青砂, 后期桥梁出现了顶板纵向裂缝、渗水、桥面铺装破损病害。对小跨径桥梁一般可使用加厚桥面铺装, 增设防水层等方法进行解决。对东江桥而言, 若直接在原结构上加厚桥面铺装, 由于二期恒载的增加将使牛腿与主梁受力更加不利, 所以桥面铺装改造必须综合桥梁结构维修进行整体考虑。
(3) 采用本设计方案, 较好地解决了东江大桥结构安全性与耐久性存在的问题。将预应力混凝土挂梁换成钢结构挂梁是较为理想的方法, 更换后结构恒载减小较多, 能弥补桥面铺装厚度增加造成的二期恒载增加, 使得桥梁结构恢复原设计荷载等级汽—20级, 并有一定的富余量, 维修后桥梁安全性得到保障。
(4) 采用更换混凝土挂梁换为钢结构挂与体外预应力结合的维修加固措施, 较彻底解决了原桥梁预应力不足, 顶板正拉应力过大, 腹板主拉应力过大, 牛腿局部受力过大等问题, 并有一定的富余量, 同时一定程度恢复桥梁结构线型。此次维修同时结合对桥梁支座、桥面铺装进行整体维修加固改造, 使东江大桥在安全性与耐久性方面均能满足原设计要求。
(5) 桥梁加固施工完成至今4年内, 没有发现T构继续下挠, 梁体顶板、腹板、牛腿开裂等病害, 桥面铺装改造后, 未出现渗水现象。
摘要：广州港东江大桥主桥为双悬臂T构与挂梁相结合的结构形式在多年运营后出现的各种病害, 文章分析了病害原因并进行了结构计算分析基础上在此基础上提出采用体外预应力, 更换混凝土挂梁, 更换桥面铺装等维修改造措施。计算结果表明采用钢结构更换混凝土挂梁对改造该桥型起到很好的效果。
关键词：悬臂T构,病害分析,体外预应力,维修加固
参考文献
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T型箱梁双机抬吊验算分析 篇5
构件的预制实现了施工流水作业，起到了节约工期、提高质量的效果；但吊装施工风险相应加大，构件安装前必须根据实际地形特点进行现场测量、计算，规划吊装方案，选择合适的机械设备，以最少的投资实现最可靠的工程质量和安全。某铁路专用线桥梁桥上跨一省道和一排洪沟，桥梁总长86.55m，上部结构形式为3-24m预应力钢筋混凝土简支T型梁；桥梁第一孔、第二孔斜跨10m宽排洪沟，第三孔下穿18m宽省道，交通量12380辆/d，桥梁与公路中心线夹角为90°。
1 吊装验算
1.1 预应力T型梁自重计算
预应力T型箱梁混凝土强度等级为C50，纵向预应力筋均采用公称直径为15.2mm的钢绞线，抗拉强度为1860MPa，弹性模量为1.95×105MPa。横向预应力钢筋应为Ф32精扎螺纹钢筋，强度等级785 MPa，弹性模量为1.95×105MPa。
T型梁计算跨径24m，全长24.6m，梁高1.8m，轨底至梁底建筑高度为2.1m，预制单线梁顶宽为1.92m，单片T型梁砼体积为26.22立方米，见表1。
1.2 T型梁吊点验算
T型预应力梁假设受均布荷载作用，采用两点吊装过程中，可简化为双悬臂简支梁，理论吊装捆绑点应为使吊点处负弯矩与跨中正弯矩绝对值相等，即吊点位置在离T型梁梁端0.207倍梁长位置；但此T型箱梁为后张预应力梁，并且上架立筋和负筋小于下缘受力钢筋，吊环位置可以小于0.207倍梁长，参考以往预应力T型箱梁吊装施工统计，吊点多取在距梁端小于0.1倍梁长位置；根据梁中钢筋布置及设计验算，此24m跨径箱梁吊点设在距离梁端2.0m处。
1.3 钢丝绳索和吊具验算
为使钢丝绳承担较大拉力降低吊装构件受压破坏，吊装水平夹角β选择70°，见图1。
T型梁每端吊索设钢丝绳n=4根承受T梁的重量，吊索、构件防护木方与角钢连同T型梁重量G约为70T；每根钢丝绳承受的拉力为：
本地区吊装使用多为6×37的钢丝绳，公称抗拉强度为1570MPa。考虑吊装工作过程中每根钢丝承受绳荷载的差异以及钢丝绳捻制材质的不均均匀性取不均匀系数ф为0.82，钢丝绳作吊索用时考虑安全系数κ取值为7，则选用的钢丝绳吊装时所能承受的破断拉力S下限值为：
通过查取规范得知40mm直径公称抗拉强度为1570MPa的钢芯钢丝绳破断拉力总和为[S]=894KN，[S]>S，吊索满足要求。
1.4 绳夹与卡环的选择
常用的骑马式绳夹一般视钢丝绳之间的摩擦力为0，绳夹数量近似计算公式为：
F——钢丝绳承受的综合计算荷载（KN）;
T——绳夹螺帽拧紧时螺栓承受的力（KN）。
40mm钢丝绳采用绳夹螺帽为M27，经查表得出螺栓承受的力为56.84KN。计算出蝇夹数量为5个，按规范取6个绳夹。
1.5 吊装设备幅度、臂长的确定
要将T型梁安装到墩（台）上，根据现场地形条件决定采用两台相同类型的汽车吊同步工作如图2。汽车吊的选型影响的主要因素是工作半径（或幅度）R和有效臂长L。根据臂长L与吊车仰角α的几何关系建立数学模型：
对函数L（α）分别求二次导数，并假设L′（α）=0，求得
把[α1]代入二阶导数中L″（α）>0。说明此时的臂长为最小臂长[L1]，即所选汽车吊臂长必须满足：
对于汽车吊车来说，在仅用基本吊车臂（液压伸缩臂全部缩回）、吊装半径3米、臂杆最大仰角约80°时，吊车吊装能力可以达到额定吊装能力，吊车吊臂的伸长或吊臂仰角的减小都会降低功效。验算时一般取仰角[α2]=75°，分别计算出[L2]、[R2]。在汽车吊再转安置没有特殊障碍时一般对吊车臂长L和幅度R的取值为：
当因现场地形限制汽车吊不能靠近吊装结构附近时，同样按上式判断，若幅度仍大于上式计算出的旋转半径范围时，则考虑更大起重量的汽车吊。
1.6 吊装高度的确定
以图2所示几何关系，汽车吊臂杆起升高度H为：
其中E为起重机臂杆底铰至停机面的距离（此计算中取值为1.5m）,h4为吊索高度，h5为吊钩至起重臂顶端滑轮中心的距离（一般取值2.5～3.5m，此取3.0m）。计算出的H与由起重臂杆仰角[α1]、[α2]求得[H1]、[H2]数学关系为：
1.7 双机抬吊臂长与高度验算
起吊过程中汽车吊吊臂臂杆与桥台的水平距离g保持在1m以外，以免发生碰撞；T型梁梁端至桥台外缘距离为3m，即f=2+3=5m；箱梁起吊至桥台顶距离h2大于0.5m时方可落梁；铁路专用线轨面标高也即为桥面标高30.300m,T型梁底标高28.206m；路面标高22.62m，桥梁梁底至公路面高净空高度h1=5.586m。同时满足式（7）(8）(10）即为合适的设备。
经计算得出：
H<[H2]=13.7m,H=12.1m>[H1]=9.4m，不满足式(10)数学关系。说明起重臂最小仰角应大于所求得的41°20′28″。
由式（7）(8）可看出，臂杆长度L较旋转幅度R受角度变化α影响小，当吊车现场安置受限制时，假设幅度R不变，变化臂杆长和仰角，则得出：
1.8 双机抬吊起重量的验算
汽车吊吊装构件时，要考虑降低效率80%，同时由于两台吊车同步吊装的差异，考虑不平衡系数为1.15，则汽车吊车的最小起重量满足：
经计算Q≥[Q]=50.4T
1.9 双机抬吊设备的选型
通过上面的验算，选用徐工QAY160型全地面起重机，半径10m、幅度17.87m、吊重52T可满足要求。
1.1 0 抗倾覆验算
吊车选型都是参考吊车技术性能表，正常施工可以不对抗倾进行验算。
1.1 1 地基承载力验算
汽车吊工作支腿打开支撑着吊车自重和荷重，可以计算出每个支腿平均承载力；参考汽车吊的技术参数，查出支腿着地点的面积，可以计算出汽车吊对地基的压强，从面确定出地基的最小承载力要求。
2 结论
参照式（1）～（11）进行验算，并满足式（7）(8）(10）(11），同时起重机性能表是阶梯形的有级数值，工作幅度处于表中两个数值之间时，应选择最接近的较大幅度值所对应的起重量，以此为原则可以满足吊车选型的需要，确保施工安全。
摘要：双机抬吊技术在大型构件的吊装中应用非常广泛,但大多是由专业人员根据经验估测来选用起重机的型号,这种模式不科学并且容易发生安全事故。文章通过建立数学模型,提出了T型箱梁吊装点位置的确定、吊装索具的验算、绳夹与卡环的选择、起重机工作幅度、吊装有效高度、臂杆有效长度等参数的计算与选择方法,解决了在一般环境下起重吊装验算与分析方法,为安全施工和选择最经济的吊装设备提供了理论依据。
关键词：双机抬吊,T型箱梁,数学模型,吊装验算
参考文献
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T构箱梁 篇6
武汉至黄石城际铁路余家湾上行特大桥位于WSDK000+364.265~WSDK002+011.590,主孔WSDK001+026.250~WSDK001+258.075段的上部结构为2×115m T型刚构现浇预应力混凝土连续梁桥,在WLSDK1+069~WLSDK1+226处跨越京广上下行线及武南编组站内到发线等共五股道,新建线路与既有铁路夹角28°。为保证既有铁路运营安全,减少对既有铁路的影响,将原设计(40+3×72+40)m连续梁挂篮法跨既有铁路的施工方案变更为平行于既有铁路,采用满堂支架法完成T构施工,然后平转28°至既有铁路上空。
2 转体系统设计
桥梁转体施工,首先利用两岸地形采用简单支架顺着岸边或铁路旁建造庞大的桥梁结构,然后采用摩擦系数很小的球铰和滑道组成的转盘结构,以简单的设备将桥梁整体旋转到位的施工方法[1]。
2.1 转体系统
转体系统由转盘、球铰、转体牵引系统、助推系统、微调系统等组成[2]。转体系统示意见图1。球铰和转盘是转体结构的传力和受力部分。牵引系统设计则应先按转体重量、摩擦系数等计算出转动牵引力大小,确定牵引钢绞线的配置及张拉台座。微调系统在转体过程中发生偏位超标时,用微调系统进行调整,以使转体继续;在转体完成后,利用微调系统将相关技术参数调整到允许范围内。微调系统包括轴线微调及标高微调。助推系统对转动有较大帮助,可降低对牵引设备的要求,而且稳定性较好[3]。
2.2 球铰设计
球铰是实现桥梁转体施工的关键,是转动体系的核心构件,由于转体质量大,采用钢球铰[3]。主墩转体结构净重G=14500t,T构在设计上是平衡体,但在风载及施工因素下可能导致转体结构失去平衡,故应考虑保证体系有一定的安全储备以设置平衡配重[4]。
球铰设计竖向承载能力采用150 000k N,球铰直径由下式计算[5,6]:
式中,D为转盘直径;k为球铰接触面积折减系数,取0.65;G为球铰设计竖向承载能力,k N。
上下承台采用C40混凝土,其轴心抗压强度σ=26000k Pa,则转盘直径为
结合构造、滑板的布置空间以及施工要求,确定采用直径D=4.0m的球铰。球铰由一块钢质球面板和转轴组成,见图2。球面板采用δ=50mm的钢板压制而成的球面,背部设置肋条,防止在加工、运输过程中变形,并方便球铰的定位、加强与周围混凝土的连接。定位中心转轴高1140mm、直径270mm。
2.3 撑脚、滑道设计
上转盘撑脚为转体时保持转体结构平稳的保险腿[7]。从保持转体结构的稳定性和方便施工出发,在上转盘周围对称布置6个撑脚。在撑脚的下方(即下盘顶面)设有1.2m宽的滑道,滑道中心半径5.0m,转体时保险撑脚可在滑道内滑动,以保持转体结构平稳(见图3)。一旦T构两端不平衡且有倾覆倾向时,钢撑脚就支承于在滑道上能保持转动体的稳定并防止进一步倾斜。为保证转体的顺利实施,要求整个滑道面在一个水平面上,其相对高差不大于0.5mm。
每个上转盘设有6个撑脚,每个撑脚为双圆柱形,下设20mm厚钢走板。双圆柱为两个φ900mm×16mm的钢管,撑脚钢管内灌注C55微膨胀混凝土。撑脚在工厂整体制造后运进工地,在下转盘混凝土灌注完成后上球铰安装就位时即安装撑脚,并在撑脚走板下支垫20mm钢板(作为转体结构与滑道的间隙)。上转盘施工完成后抽掉垫板。转动前在接触下滑道的支撑腿下面铺装3mm四氟滑板,并在转动过程中及时添加,以减小转动时的摩擦力。
2.4 转盘设计
转盘是转体的重要组成部分,转盘由上转盘和下转盘组成[8]。整个上部结构和主墩的重量都作用在上转盘上,通过上转盘将荷载传递给球铰,由球铰传给下转盘,最后传给桩基。转盘设计必须保证结构受力在容许值内,以防结构破坏[9]。
上转盘结构尺寸为13m×13m×2.5m,布置有多层钢筋网及抗剪钢材、钢筋。
下转盘是转体重要支撑结构,布置有转体系统的下球铰、撑脚的环形滑道、转体牵引系统的反力座、助推系统、微调系统等。下转盘尺寸为15.2m×15.2m×3.4m;布置有纵、横向预应力钢绞线、上下层普通钢筋网以及抗剪钢材、钢筋(见图4)。
纵、横向预应力筋均采用17-7φ5mm钢绞线,两端张拉,锚下张拉控制应力1 300MPa。预应力孔道均用金属波纹管制孔,波纹管用钢筋定位。预应力分2批张拉,第一批预应力筋在上转盘施工完成后张拉;第二批在梁段浇注完成后拆除支架前张拉。各预应力筋张拉后应按规范要求及时压浆、封锚。
建立转体结构实体模型(见图5),模型作适当简化,并考虑桩基,桩底固结。上下转盘通过球铰传力,上下球铰之间采用竖向刚性连接,为保证上转盘结构静定,在上转盘底中心约束水平两个方向自由度。转体过程历时较短,主要考虑施工荷载[10],分四个施工阶段分析。
第一阶段:下转盘施工完后,第一批预应力筋已张拉完;
第二阶段:上转盘及上部结构施工完成,拆除支架前,未张拉第二批预应力筋;
第三阶段:上转盘及上部结构施工完成,拆除支架前,第二批预应力筋已张拉完;
第四阶段:上转盘及上部结构施工完成,第二批预应力筋已张拉完成,拆除支架后。
模型中荷载包括自重、模型以外主梁传过来的荷载(只考虑竖向力),每端竖向力为48440k N。竖向力的施加:在梁段两端中性轴上各建立一个节点,该节点与模型梁端节点耦合,竖向力施加在该节点上。
计算结论:转体结构上转盘、下转盘主要以受压为主,最大压应力小于7MPa,局部范围出现了较小的拉应力,拉应力的数值较小,小于0.5MPa;主拉应力亦小于1MPa,均满足规范要求且有较大的富余(见图6、图7)。
3 结语
余家湾特大桥跨京广铁路2×115m T构桥是武黄城际铁路的控制工程,工期紧,精度要求高,采用转体法施工。试转之前,对转体结构进行了称重试验。由实测结果可知:结构纵向偏心5.4mm,不平衡力矩为760.6k N·m,转动体结构重心控制良好,平转状态下无需配重,下转盘设计合理。该桥于2012年12月28日顺利转体到位,历时约50min,转体过程平稳,梁体的应力状态和线形满足设计要求。
随着我国铁路建设的快速发展,桥梁跨越既有线路的机会增多,采用转体施工可减少对既有线干扰,大大降低了安全风险,缩短工期,会产生更大的经济效益和社会效益。
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