单支撑面（共6篇）
单支撑面 篇1
1 工程概况
沪昆铁路客运专线是国家重点在建铁路项目, 某特大桥 (见图1) 由于经过宽约250m的河道。桥梁结构采用下承式、单支撑面系杆拱桥, 桥梁全长272m, 桥宽35m。主跨纵向加劲梁为混凝土箱形结构, 端部设实心截面梁。拱肋为钢箱结构, 拱肋与主梁连接段设钢混结合段过渡。
2 钢箱拱加工制作
钢箱拱主要构件有:外围由圆弧形顶板、椭圆弧形外腹板和底板组成, 内部由中间两道中腹板、普通横隔板、吊点横隔板、吊杆锚管、锚垫板、加劲肋等组成, 材质均为Q345D。在工厂内同时安排多条生产线分道作业, 进行专业化生产, 以保证构件质量和生产进度。
钢箱拱共划分为35个制造节段, 左右各分为17个节段 (GL1-GL17、GL9-GL35) , 以拱肋中心线为轴左右对称一致, 中部拱肋为1个节段, 节段长度在5.3~8.4m之间;靠近拱脚的加厚段, 按图纸长度并向薄板方向延伸至制造节段划分线处。节段划分端口均距横隔板200mm以上, 符合现行国家相关规范和标准。钢混结合段单独制作、发运至现场安装。
3 钢箱拱整体节段拼装
钢箱拱共划分为35个节段, 编号分别为GL1~GL35。厂内进行节段制造, 在预拼胎架上拼装成节段, 待各项检查无误后才能发运。下面介绍钢箱拱节段制造工艺, 结构示意见图2 (以最长8.4m节段为例) 。制造时将中箱分段先定位在胎架上, 再定位两侧边箱分段, 最后安装顶部分段。
3.1 节段拼装水平胎架制造
胎架是分段制造的基础, 要求具有足够的刚度, 胎架线型值由计算机放样提供, 胎架必须牢固可靠。
为便于节段组装时各分段的定位, 采用激光经纬仪配合钢卷尺在地面预埋铁上分别做出分段的纵、横向定位线, 节段纵向中心线等定位标记, 节段制造每完成一轮, 要重新调整胎架线型及所有标记位置。施工时按胎架图册进行制造。
3.2 节段拼装
拱肋节段采用正装法拼装, 将各分段按胎架上定位标记线确定位置, 对分段间缝口予以调整和修切, 并装焊临时连接件, 以达到工地能顺利重新组装、焊接之目的。
中箱立体单元先定位, 然后左、右分段在胎架上对称制造后, 按中轴线定位, 调整纵、横向位置, 使中横隔板及端口对齐, 外形尺寸满足设计要求, 预留工地拼焊间隙。
3.3 总成匹配预拼装
钢箱拱分段为其长5.3~8.4m (顺桥向) , 宽6.4m (横桥向) , 高3.8m, 分段重均不超过100t, 在工厂内有足够的场地和起吊、运输能力, 组织钢箱拱的总装匹配预拼装。
3.3.1 总成匹配预拼装工艺
为确保钢箱拱节段端口连接外形尺寸的一致性, 防止产生扭曲, 消除焊接变形, 节段拼装是在6个节段一组的匹配胎架上进行, 对全部节段采取分步匹配总装 (1+5节段) 的制造方式进行。
当发现节段尺寸有误或预拱度不符时, 即可在预拼装场地进行尺寸修正和调整匹配件尺寸, 避免在高空调整, 减少高空作业难度和加快吊装速度, 确保钢箱拱顺利架设。
胎架基准面以弧形拱轴线的弦线为水平面, 以拱肋底板形成的拟合曲线的折线面为基面, 进行水平匹配预拼装, 拼装轮次和节段号如下:
第一轮施工:GL1、GL2、GL3、GL4、GL5、GL6
第二轮施工:GL6、GL7、GL8、GL9、GL10、GL11
第三轮施工:GL11、GL12、GL13、GL14、GL15、GL16
第四轮施工:GL16、GL17、GL18、GL19、GL20
第五轮施工:GL19、GL20、GL21、GL22、GL23、GL24
第六轮施工:GL25、GL26、GL27、GL28、GL29、GL30
第七轮施工:GL30、GL31、GL32、GL33、GL34、GL35
3.3.2制造专用总成匹配胎架
胎架模板面平面度用激光经纬仪检查, 模板设在每档横隔板处及端口处, 两节段间加放80mm间距, 胎架上可同时布置6个节段。用全站仪和激光经纬仪精确作出钢箱拱纵向中心线和节段端口检查线等, 并刻划在地标上。
3.3.3 拼装前的准备
(1) 编写出详细的节段预拼装及预安装工艺、预拼装顺序、各安装阶段的放样、模拟标高计算、测量和检查方法等, 并报请监理工程师批准。
(2) 提交节段预拼装的零部件及分段应是经过验收合格的产品;并宜在节段进行预拼装之后再进行涂装。
(3) 钢箱拱预拼装场地应有足够的面积, 至少能容纳6个节段进行预拼装;预拼装场地应有足够的承载力, 以保证在整个预拼装过程中临时支墩不发生沉降。支墩高度的设置, 应根据设计拱度及焊接变形影响综合考虑。
3.3.4 匹配预拼装工艺流程
以左拱第一轮匹配预拼装为例, 总成匹配预拼装流程如下:
(1) 第一节段上胎架定位 (见图3) 。将GL1节段吊装到胎架上定位, 底板与胎模线形贴合, 拱轴线及节段端口与地样标记点对齐;安装上施工铰部件, 核对销孔标高和水平度, 修正施工铰隔板与拱肋中腹板间的间隙。
GL2节段上胎架定位, 定位要求同上, 另需检查二节段间端口的间距和错边, 修正后预装嵌补加劲肋, 安装临时匹配件。
(2) 第二节段定位 (见图4) 。
(3) 其他节段依次定位。按照上述要求依次定位GL3~GL6节段, 匹配节段间端口, 消除结构错边, 使拱肋线型符合设计预拱度线型, 节段间安装临时匹配件, 做好各项检查标志。
(4) 以GL6节段为基准节段进行下一轮预拼。拆解GL1~GL5节段, 转至存放场地以备发运, 按下一轮匹配预拼线型修改胎架, 将GL6节段重新定位 (见图5) , 作为新一轮基准段。
(5) 按新一轮线型依次定位各节段 (见图6) , 检查、修正无误后, 拆解前5个节段, 仍留最后一个节段作为下一轮预拼基准段。
(6) 第四轮预拼
将GL16、GL17、GL18、GL19、GL20节段分别上胎架定位, 先定位中间节段GL18, 再分别定位GL16、GL17、GL19、GL20。待现场吊装方案确定, 大吊装节段划分完成后, 再确定何处留合拢余量。修正端口尺寸、错边, 预装嵌补加劲肋, 安装临时匹配件, 做好各项检查标志。
3.4 匹配预拼装主要工作内容
(1) 在节段总成时, 完成两节段间的箱内嵌补加劲肋的预装。
(2) 修正顶、底板及腹板的长度。钢箱拱空中曲线近似为一圆曲线, 通过对每个节段的顶板与底板及腹板的长度差的计算, 在预拼装时对实际尺寸加以修正。
(3) 修正钢箱拱总长度。每个预拼装节段预拼后, 测量其总长度, 并将该长度与理论长度比较, 其差值可在下一个预拼装单元加以修正, 不使误差累积。
(4) 修整对接口。相邻梁段的端口尺寸偏差难以避免, 预拼装时对相邻端口加以修整, 使之在空中安装时顺利对正及焊接。
(5) 匹配件及检查梯的安装。预拼装时已确定了相邻节段的相对位置, 则把两节段的相应匹配件成对地安装在焊缝两侧, 在高空吊装时只要将匹配件准确定位, 即可恢复到预拼装状态。按设计图要求, 安装检查梯及连接件等附属结构。
(6) 节段标记、标识的制作。节段预拼装检测合格后, 采用激光经纬仪, 钢带等辅助仪器工具, 按工艺要求绘制各类标记。主要标记有端口横向检查线、节段桥上吊装时标高测量点及横撑定位点。
在节段腹板上, 装焊钢字节段编号, 以便节段在存放、吊装过程中易于辨别。
3.5 钢箱拱的检测及测量方法
根据设计图纸、技术规范以及现行相关规范标准的要求, 编制该桥钢箱拱制作检验项目清册、精度要求、无损检测清册、无损检测工艺规程、检验工艺规程等工艺文件, 并征得监理工程师同意, 作为检测依据。
所有用于该桥制作检测的设备工具如全站仪、激光经纬仪、测厚仪、超声波探伤仪、X光片机、钢卷尺、钢板尺、焊角规、游标卡尺等均需计量, 并在计量有效期内且处于完好状态。
构件下料、加工, 顶、底板单元件, 横隔板单元件的首制件严格执行首制件评审制度, 并将检测结果报监理工程师认可后方能批量生产。第一轮节段预拼完成后, 召开首制节段评审会, 评审通过后方能组织后续批量施工。
4 结语
由于受到施工环境、施工场地的限制, 钢箱拱拼装无法采用传统的拼装方式, 采用工厂内“5+1”匹配预拼装后单节段运至现场, 在桥上重新进行立体组拼成三个大节段, 利用塔架分别对三节段进行竖转提升并进行精确合拢。解决了施工中拼装出现的各种技术难题, 最后精确合拢对位, 为今后类似桥梁工程施工积累的大量的宝贵施工经验。
参考文献
[1]GB500017-2003.钢结构设计规范.北京:中国计划出版社, 2003.
[2]周永兴, 何兆益, 邹毅松.路桥施工计算手册.北京:人民交通出版社, 2001.
单支撑面 篇2
一、工作面概况
1. 工作面地质条件。
6212工作面为南北走向布置, 为6采区首采工作面。北起工作面切眼, 南至工作面设计停采线, 下方为尚未开采的6312综放工作面。工作面2#煤层赋存稳定, 结构简单, 厚度0.59～1.50m, 平均1.20m, 煤层倾角3～19°, 平均7°, 硬度f=3.5;工作面煤层产状变化较大, 总体成一宽缓向斜, 工作面煤层总体趋势为南北高、中间低, 西高、东低;矿井为低瓦斯, 工作面无局部瓦斯涌出现象;煤有自然发火倾向, 发火期3～6个月, 最短发火期26天。煤层顶底板情况如表1所示。
2. 工作面生产技术条件。
工作面两条区段平巷均为实体巷道, 沿2#煤层破顶破底布置, 上区段平巷作为工作面轨道巷, 外错6312轨道顺槽10m, 靠工作面内侧布置移动电站;下区段平巷作为工作面运输巷, 外错6312运输顺槽10m, 靠工作面侧布置胶带输送机。两回采巷道均为矩形断面, 宽×高=4 100mm×2 600mm, 锚网支护。
工作面采用综合机械化一次采全高走向长壁采煤法, 走向长度1 206m, 倾斜长度174m;双滚筒采煤机双向割煤, 采高1.5m, 截深0.7m;工作面布置114组基本支架, 7组排头支架, 共121架, 依次顺序移架及时支护。
区段轨道平巷超前支护采用3排1 000mm一字梁, 区段运输平巷采用2排1 000mm一字梁, 均为1梁3柱, 其中支柱为DW系列钢单体液压支柱, 单体均穿鞋;两巷超前支护距离均不小于20m。
二、回采巷道矿压观测
1. 观测目的。
掌握在6212工作面回采过程中采动压力对区段平巷的影响, 找出回采巷道的变形规律, 获得超前支撑压力的影响范围和峰值影响区, 验证支护效果, 为薄煤层工作面超前支护设计提供依据。同时, 可及时调整支护参数, 保证支护质量, 确保工作面安全生产。
2. 观测内容。
(1) 如图1所示, 主要观测内容包括顶底板相对移近量、巷道两帮的相对移近量, 底鼓量和顶板下沉量, 以及巷道两帮的内缩量。
(2) 为了获得超前支撑压力峰值位置, 在参考巷道围岩变形规律的基础上, 可以测量超前支护压力的分布特征。
3. 测站布置及测点安设。
在区段轨道平巷和区段运输平巷各布置2个测站, 每个测站布置2个测面, 根据现场条件, 测站具体位置如图1所示。在每个测面的顶、底板和两帮的中部各布置1个测点。采用“十字布点法”进行测点布置, 每个测面中测点的设置如图2所示。
4. 观测方法。
AB基点之间及CD基点之间分别设置工程线, 主要是用来确定中点O。用测枪分别测量AB之间、CD之间、O点至A、C之间的距离。距工作面100m以外不观测, 60～100m内每3d观测1次, 30～60m内每2d观测1次, 0～30m范围内每天观察1次。当工作面采至测站附近时, 可1d测读2次。观测数据均填入提前制作好的表格中。
三、观测结果
如图3所示, 经历3个周期对回采巷道矿区的观测, 通过对区段轨道平巷内测站观测数据进行整理, 结果表明, 区段轨道平巷工作面正常回采期间, 工作面前方回采巷道受动压影响顶底板总的移近量在30mm左右, 两帮移近量在40mm以内;在工作面推进至距离测站7～10m左右时, 巷道围岩移近速度突然增加, 期间变形量达到10～20mm, 说明7～10m为工作面采动剧烈影响区;距离工作面10～25m范围内, 巷道围岩移近量有所增大, 但是移近速度比较平缓, 说明该范围为超前采动显著影响区;25～60m巷道围岩变形量比较小, 变形速度也不明显;60m以外, 巷道几乎没有受采动影响的变形现象。
结合图4、5发现, 10m以内工作面采动剧烈影响区, 超前支撑压力峰值位于工作面前方7～10m, 因此, 超前工作面10m范围内应加强支护;巷道采动影响范围约为煤壁前方60m, 超前支撑压力在超前20～25m有显著变化, 因此, 超前支护范围在目前超前20m的基础上应及时多打两排单体支柱。
单支撑面 篇3
经过试验研究发现,对于偏心支撑钢框架,其抗震性能主要取决于耗能梁段的性能[2,3]。本文借助于ansys10.0有限元分析软件,对16层单斜杆型偏心支撑钢框架结构进行弹塑性时程分析。分析耗能梁段的长度、腹板高厚比和腹板加劲肋间距对单斜杆型偏心支撑钢框架抗震性能的影响,并在此基础上提出相关设计建议。
1 单斜杆型偏心支撑钢框架设计
根据我国现行《建筑抗震设计规范》[4]和《高层民用建筑钢结构技术规程》[5],结合偏心支撑的工作原理,针对8度抗震设防烈度和Ⅱ类场地条件,设计了一个16层单斜杆型偏心支撑钢框架结构作为基本算例。
基本算例中取一榀平面钢框架,不考虑框架的平面外失稳。层高均为3.6m,两个方向的跨度均为6m,立面如图2所示。楼面屋面恒载均为4kN/m2,活载2kN/m2,雪载0.4kN/m2,基本风压0.45 kN/m2,地面粗糙度C类,设计地震分组为第一组,均采用Q235钢材,基本截面尺寸见表1。
本文在基本算例的基础上衍生出A、B、C三个系列,分别研究耗能梁段长度、腹板高厚比和耗能梁段腹板加劲肋间距的变化对单斜杆型偏心支撑钢框架抗震性能的影响。A1～A6分别为耗能梁段的长度取0.7k、0.9k、1.1k、1.3k、1.6k、2.0k(k=Mp/Vp)(见表2)。B1～B6分别为耗能梁段腹板高厚比取30、40、50、55、60、70。C1～C4分别为耗能梁段腹板加劲肋间距,取100mm、167mm,200mmm、250mmm。在研究这些参数变化对结构抗震性能影响时,结构的柱、支撑等其他截面参数均保持不变(其中,—耗能梁段塑性受弯承载力,—耗能梁段塑性受剪承载力,—耗能梁段腹板计算高度,—耗能梁段腹板厚度)。
2 有限元模型建立及地震波的选取
2.1 有限元模型建立
在建立模型时,为了能较准确模拟单斜杆型偏心支撑钢框架结构的耗能梁段在罕遇地震作用下的耗能情况和破坏机理,采用了梁单元与壳单元相结合的模型[6,7]。结构构件中的梁、柱、支撑主要用梁单元(beam188),耗能梁段、部分与耗能梁段相连的框架梁、支撑和柱采用壳单元(shell181)如图3。梁单元与壳单元连接处,通过刚性梁对连接处的壳进行约束,刚性梁为细长且无质量的无限刚杆见图4。应用ANSYS10.0有限元分析软件对单斜杆型偏心支撑钢框架结构进行弹塑性时程分析时,竖向荷载取重力荷载代表值,不计风载,同时考虑了材料和几何的双重非线性[8]。
刚性梁
2.2 地震波的选取
选取人工地震波对结构进行弹塑性时程分析,地震波计算步长为0.02s,持时20s,加速度峰值为4。图5、图6给出了人工地震波的反应谱曲线和加速度时程曲线。从图5可以看出,人工地震波反应谱曲线与设计反应谱曲线拟合得很好,符合《建筑抗震设计规范》(GB 50011-2001)对地震波选取要求。
mm
mm
3 弹塑性动力时程分析
3.1 耗能梁段长度的影响
从图7～图10可以看出,等效应力的变化规律为:随着耗能梁段长度的增加,耗能梁段腹板的等效应力逐渐降低,而梁翼缘的等效应力、支撑翼缘等效应力和梁柱节点域的等效应力却逐渐增加。特别是当与耗能梁段相连的框架梁翼缘受力过大时,2层～6层框架梁的翼缘已进入屈服。当时,耗能梁段为弯曲屈服,在梁柱连接处产生过大弯距,导致梁柱的节点域进入屈服。这明显违背了偏心支撑钢框架结构在罕遇地震作用下只通过耗能梁段的腹板剪切屈服耗能而与其相连的框架梁、柱和支撑仍处于弹性阶段的设计意图。耗能梁段的长度也不能过小,过小时耗能段腹板的应力过大,可能导致腹板剪切破坏(图7中数据均取自各层耗能梁段端部相同位置腹板的等效应力,图8中数据均取自与耗能梁段相连的各层框架梁相同位置翼缘的等效应力,图9中数据均取自各层支撑翼缘相同位置的等效应力,图10中数据均取自梁柱节点域相同位置的等效应力)。
图11为单斜杆型偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下的楼层位移。图中反映的趋势为:随着耗能梁段长度的增加,楼层位移和层间位移逐渐加大。e≥1.6k时,耗能梁段从剪切型屈服向弯曲型屈服转变,结构的楼层位移明显比其他偏心支撑框架大,结构的整体抗震不如剪切屈服型耗能梁。当耗能梁段的长度达到2.0k时,结构的位移响应增大幅度加剧,A6的顶点位移343 mm比A1的顶点位移243mm增大41%。从图中可以看出:当e≤1.3k,结构在罕遇地震作用下楼层位移响应变化不大。
因此,进行单斜杆型偏心支撑钢框架的设计,耗能梁段与柱连接时,其长度不得大于1.6Mp/Vp。建议在罕遇地震作用下,高层单斜杆型偏心支撑钢框架设计,其耗能梁段长度e介于0.9k～1.2k之间时,结构的整体抗震性能比较理想。
3.2 耗能梁段腹板高厚比的影响
图13～图16为不同高厚比的单斜杆型偏心支撑钢框架的计算结果。从图可以看出:随着高厚比的增加,耗能梁段的腹板等效应力变化不大;与耗能梁段相连的梁翼缘、支撑翼缘和梁柱节点域腹板的等效应力随高厚比的减小而增加;尤其是支撑翼缘的等效应力过大,当高厚比h0/tw≤40时,3层、4层、5层支撑的翼缘已进入屈服。图13中数据均取自各层耗能梁段端部相同位置腹板的等效应力;图14中数据均取自与耗能梁段相连的各层框架梁相同位置翼缘的等效应力;图15中数据均取自各层支撑翼缘相同位置的等效应力图16中数据均取自梁柱节点域相同位置腹板的等效应力。
图17和图18为单斜杆型偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下的楼层位移和层间位移。图中反映的趋势为:随着腹板高厚比的增加,楼层位移和层间位移逐渐减小,结构的抗侧刚度逐渐增加。B1的顶点位移278mm比之B6的顶点位移225mm增大了23.5%左右。从以上各图可以看出:在耗能梁段腹板截面面积相同的情况下,耗能梁段腹板高厚比的变化对偏心支撑框架在罕遇地震作用下的抗侧刚度影响较大,耗能梁段腹板高厚比越大,抗侧刚度越大。
为了确保截面腹板受剪屈服,耗能梁段的设计常常是通过最小抗剪能力和最大抗弯能力的要求进行优化选择,最有效的耗能梁段截面是满足所需受剪面积的情况下截面高度最大。因此,单斜杆型偏心支撑钢框架的高厚比宜为45～60之间。
3.3 耗能梁段腹板加劲肋间距的影响
图19～图24为耗能梁段腹板加劲肋间距的改变时耗能梁段的等效应力图、结构楼层位移图等。从图可以看出:加劲肋间距的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能和刚度影响很小。因而在单斜杆型偏心支撑钢框架的设计中,加劲肋间距满足《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ99-98)即可。
4 结论
本文分析了单斜杆型偏心支撑钢框架耗能梁段长度、腹板高厚比和加劲肋间距的改变对其抗震性能影响。主要得到结论如下:
1)耗能梁段长度的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能的影响较大,过长或过短对结构抗震都不利,通过分析比较,建议耗能梁段长度取0.9倍～1.2倍的mp/Vp。
2)耗能梁段腹板高厚比取的适当会减小地震作用,建议把单斜杆型偏心支撑钢框架的高厚比设计为45～60之间。
3)耗能梁段腹板加劲肋间距的改变对单斜杆型偏心支撑钢框架的抗震性能影响不大,满足《高层民用建筑钢结构技术规程》(JGJ 99-98)即可。
参考文献
[1]管克俭,王新武,彭少民.钢框架支撑体系的应用和分析方法[J].Engineering Science.May2003.Vol.5NO.5.
[2]James O Malley,Egor P Popov.Shear links in eccentrically braced frames[J],Journal of Structural Engineering.1984,110(9):2275-2295.
[3]钱稼如,陈茂盛,张天申.偏心支撑钢框架在水平力作用下的试验研究和极限分析[J].建筑结构,1993(4):3-8.
[4]GB50011—2001建筑抗震设计规范[S].
[5]JGJ99-98高层民用建筑钢结构技术规程[S].
[6]赵宝成.偏心支撑钢框架在循环荷载下的破坏机理和抗震设计对策[D].西安:西安建筑科技大学,2003.
[7]赵小敏.Y型偏心支撑钢框架弹塑性动力分析[D].苏州:苏州科技学院,2007.
单支撑面 篇4
关键词：无站台柱风雨棚,屋面支撑体系,网架,设计,施工
敦煌火车站是兰州铁路局、甘肃省内第一座新时期旅客站房, 站台无柱钢结构风雨棚与钢筋混凝土框架结构站房相连, 形成站房两翼向两端的延伸;风雨棚顶别具一格的采用了仿古琉璃瓦形式, 从而与主站房的屋面形式形成整体, 完美体现了“功能性”与“文化性”的和谐统一。在建筑外观形式明确确定以后, 必须选择与之相适应的结构形式, 该形式需具备安全、经济、美观的特点。
1 工程概况
无柱风雨棚桁架梁柱外露, 屋面钢网架体系吊挂在桁架梁下弦, 桁架梁跨度为47.8m, 柱距为18m、24m两种, 沿站台全长500m, 覆盖面积达24400m2;屋面采用银灰色压型钢板, 屋面檐口部分用蓝色钢硫璃瓦外贴仿古收边, 美观大方, 又富有浓郁的敦煌当地特色, 同时还有比较强烈的现代气象。风雨棚建筑立面图如图1:
2 设计方案的选择
由于本工程为大跨度大开间结构, 基本风压0.50KN/m, 屋面活载0.50KN/m, 基本雪压0.15KN/m取值, 地震荷载按7度、第二组, 设计基本地震加速度0.1g进行计算, 场地类别II类;由于建筑形式梁柱必须外露 (如图1) , 屋面及吊顶为下挂结构。这将导致屋面支撑结构体系较难设计, 原设计方案有:
(1) 檩条系统直接作用在钢结构桁架梁上, 大跨度檩条作为屋面支撑结构体系;
(2) 设主次梁结构, 以减小檩条跨度;
(3) 钢网架结构作为屋面支撑结构体系。
2.1 檩条系统直接悬挂在钢梁上
这种方案形式简单, 施工方便;但是由于桁架梁跨度为47.8m, 桁架柱纵向柱距为18m、24m, 檩条跨度较大, 檩条截面势必增大, 从而导致结构自重增加, 平面外稳定性差, 容易造成屋面檩条失稳。另外, 檩条截面加大, 自重增加, 对结构抗震非常不利, 同时大大增加成本, 造成不必要的浪费。
2.2 主次梁结构
由于建筑造型上屋面是吊挂在主梁底, 主次梁安装将在高空下进行大面积的焊接作业, 既有线施工大面积的落地式脚手架形成作业平台难以实现, 且大跨度结构高空焊接对主体结构受力不利, 不宜选用。
2.3 网架结构
网架结构是诸多杆件按一定规律组成的高次超静定空间结构, 它改变了一般平面桁架的受力体系, 能够承受来自各方向的荷载。由于杆件之间的相互支撑作用, 空间刚度大, 整体性好, 抗震能力强;网架结构的自重轻, 用钢量省, 结构杆件规格整齐划一, 适宜工厂化生产, 本工程采用下挂式网架, 现场安装采取地面拼装, 整体吊装, 在每天施工时间受限的情况下较好的克服了施工难度。
经过比较, 本着节约造价的原则, 同时满足使用要求和工程进度要求, 保证建筑外观美观大方, 选择网架结构作为屋面支撑结构体系。
2.4 设计难点
选择网架结构作为屋面支撑结构体系, 必须解决以下三个问题:
(1) 网架与主梁的连接形式, 不能将弯矩传递到桁架梁节点处;
(2) 既有线施工, 需方便安装;
(3) 需解决钢网架屋面的温度变形伸缩问题。
主梁设计为钢桁架结构, 桁架与网架的受力特征为节点处能传递集中力, 不能传递弯矩, 而且节间不允许有集中力, 所以在网架支座处传递给主梁集中力, 必须为铰接点;为了使节点受力接近铰接, 节点设计如下 (图2) 。节点采用插销形式与梁相连接, 此节点支座可绕销子转动, 达到理论的铰接, 支座处传递给主梁的反力均为集中力, 没有附加弯矩, 符合桁架的设计要求。
桁架梁跨度为47.8m, 沿站台全长500m, 覆盖面积达24400m2, 为方便安装网架, 应将网架设计成轻便、易安装的形式。插销节点网架的拼装及安装精度要求比较高, 网架支座较多, 如果网架过大过重, 将更难安装。
本工程采用如下形式:网架以主梁为分界, 将网架设计成小块单元, 每两榀桁架间为一榀网架, 桁架在地面整拼完成, 以整体形式吊装。 (如图3)
2.4.1 设计过程中要考虑结构的温度伸缩应力
根据规范要求设计两道伸缩缝, 以释放温度应力, 此节点即要满足铰接, 同时要能释放温度应力。故采取如下措施:次节点在普通节点上加以改进, 在支座连接板上开设长约70mm的长圆孔, 销子直径50mm, 可以满足在温度应力作用下, 桁架可以自由伸缩 (如图4) 。
3 施工方案
敦煌市是我国重要旅游城市, 其主要经济来源为旅游业, 铁路的建设既能方便旅客, 同时更重要的是能拉动敦煌市的经济, 所以火车站的修建工作, 如果能早一天完成, 将会给敦煌市带来许多商机, 各级领导非常关注敦煌新火车站的完工期限。
敦煌新火车站在建设期间, 已有部分车次在运行, 根据铁道部规定, 风雨棚的修建须按铁路既有线建设的相关规定执行, 必须保证铁路行车安全;所以风雨棚施工需每天向建设指挥部申请吊装作业时间。经相关部门批示, 每天吊装作业时间非常零散, 而且比较短暂, 这将给网架的施工带来较大的困难。
为了加快工程进度, 结合既有线施工的相关规定, 制定出切实可行且方便施工的施工方案, 既不影响铁路施工, 同时也不影响火车的运行。
网架安装:结合本工程特点, 本工程网架吊装采用地面拼装整体吊装法, 局部采用高空散装, 施工过程中, 在站台上网架就位后相对应的位置, 做好网架拼装胎架, 将网架按设计板块, 拼成一个整体, 拼装注意事项:拼装尺寸偏差: (1) 钢尺必须统一校核, 并考虑温度改正数。 (2) 拼装单元应在实足尺寸大样上进行拼装或预拼装, 以便控制其尺寸偏差。
单元安装挠度偏差:在网架合拢处, 一般应设有足够刚度的支架, 支架上装有螺旋千斤顶, 用以调整网架挠度。根据网架类型、大小和实际情况, 施工时进行适当调整, 使挠度值小于设计挠度值。高空散装标高误差: (1) 采用控制屋脊线标高的方法拼装, 一般从中间向两侧发展, 使误差消除在边缘上。 (2) 拼装支架应通过计算确保其刚度和稳定性, 支架总沉降量小于5mm。 (3) 悬挑拼装时, 由于网架单元不能承受自重, 所以对网架要进行加固。
网架吊装: (1) 网架以每两榀桁架梁之间的网架为一片 (某些特殊部位以多榀桁架梁间网架为一片) 拼装, 采用吊车抬吊的方法, 将网架吊至安装位置。 (2) 在每个支座点连接5T的葫芦一个进行整体吊装。 (3) 对于多榀桁架梁间网架而言, 由于网架面积过大, 吊点过多, 要想整片网架在人力操作下实现均匀上升难以达到, 即使是让整个网架形成一个笔直的平面也较困难, 最容易出现的情况是形成一个多曲面的波形面, 形成波形面后部分杆件就会受到及大的挤压内力, 从而导致杆件弯曲变形, 对网架体系的安全造成威胁。
经对网架杆件受力性能分析后结合现场实际经验, 在起吊过程中中间部位的吊点起吊速度可适当加快, 两边的网架可适当下坠, 以此形成一个略带弧度的曲面缓慢上升, 可最大限度的预防网架杆件的弯曲变形。
整体吊装好处在于地面容易操作, 拼装速度快, 同时避免了大量的高空作业, 大量的拼装焊接工作均在地面完成, 这样能很好的控制网架的拼装精度, 而且也能保证焊接质量, 还能保证施工人员的人身安全。
实践证明, 该风雨棚的设计方案比较合理, 设计充分考虑了施工的难度, 尤其是支座节点的设计, 大大提高了施工速度, 在满足结构安全的前提下, 为施工方提供了方便, 保证了工程进度, 也节约了工程成本。
参考文献
【1】周晓刚;无站台柱雨棚总体设计的相关技术探讨【J】.铁道建筑;2006 (07) ;73-74.
【2】刘洪波, 杨子声, 韩燕;大型脚手架和型钢支撑系统的设计与施工【J】.施工技术;2004 (02) ;33-34.
单支撑面 篇5
德邦快递近日完成接入菜鸟网络电子面单平台后, 国内排名前15的快递公司全部实现了电子面单的普及使用。这意味着占全国电商市场份额90%以上的主流快递企业全部完成了快递基础业务的信息化, 大数据产品已经成为快递企业的标准配置。区别于传统纸质面单, 菜鸟网络推出的电子面单是一种高效率、环保的信息化面单。有了电子面单, 一个包裹才能在上亿件包裹中被识别、处理、配送。通过数据的流转, 菜鸟网络电子面单系统可以自动串联发货商家、送货快递公司、与收货消费者以及干支线路的数据信息。基于电子面单串联的数据, 可对快递链路进行一系列优化。各快递合作伙伴的数据显示, 使用电子面单, 发货速度能提升30%以上。
单支撑面 篇6
笔者根据自己对挺身式跳远的亲身体会,从笔者的角度观察,市级以上的比赛,用挺身式跳远的运动员,从助跑、起跳、腾空、落地等技术结构分析,多数人还是比较合理的,但为什么有的运动员成绩不理想呢?笔者认为,其主要原因就是他们的专项力量差,膝、踝关节力量小、缺乏爆发力,导致了运动员技术动作受到了身体素质的影响和制约。
如何提高运动员的专项力量和爆发力,是摆在我们面前的一个重要课题。在专项力量训练方法上,笔者主张用杠铃练习来发展运动员的爆发力。采用的方法是:用肩负重杠铃,单腿支撑,向35～40厘米跳箱的高处做单腿支撑上,因为这个角度正是跳远腾空步的动作,上箱的一瞬间,膝踝关节承受的力是占身体各部位最大的。在练习时,两腿交换进行,这样不但增强了起跳腿的力量,而且也提高了摆动腿的力量。杠铃的重量和跳箱高度因人而异,难度要根据运动员的身高和训练水平而定。我们是业余训练,在做负重单腿支撑上练习时,是这样安排的:男运动员的重量是60～135公斤,女运动员的重量是40～115公斤,每组上箱次数约2～10次,练习强度成阶梯状,从低重量到高重量,再从高重量到低重量。如40公斤×10×1、50公斤×9×1、60公斤×9×1、70公斤×8×1、80公斤×8×1、90公斤×7×1、100公斤×6×1、110公斤×5×1、120公斤×4×1、130公斤×3×1、135公斤×2×1。在每组之间加一步跳远起跳5次、或三步起跳3次、或单脚交换跳10米、或纵跳30次、或30米快速跑等内容。
为什么采用单腿支撑负重上呢?根据一般的情况分析,特别是练习跳跃的运动员,膝、踝、腿部力量差,直接影响成绩,在速度、弹跳差不多的情况下,谁的力量增加10～15公斤,谁的成绩就能提高10厘米左右。利用单腿负重支撑上,不但明显看到跳远成绩的增长,而且三级跳远、1 00米速度也会不断地提高。
根据牛顿第三定律我们得知,作用力与反作用力分别作用在两个物体上,作用力与反作用力同时存在也同时消失。用关节受力分析法的理论更清楚地认识到,起跳腿在着地时股四头肌做的是退让工作,而蹬伸时做的是克制工作,单腿负重支撑上正符合这个原理,在负重下落时,主要作用的肌肉(股四头肌)在关节运动方向的对侧,收缩速度小于重力速度,表现在肌肉收缩时为克服重力,肌肉起止点在拉长。在负重迅速蹬伸时,主要作用的肌肉(股四头肌)在关节运动方向的同侧,收缩速度大于重力速度,表现为克服重力,肌肉收缩时起止点在靠近。
以上理论说明:一个原动肌可以做克制工作,也可做退让工作。原动肌、固定肌、中和肌这几种肌肉在不同的运动中可以相互转化,在做不同的动作时,也可以有不同的转化。在跳远时,快速助跑有时跳不起来的主要原因是:肌肉的退让工作能力弱的缘故。如果退让工作能力增强了,专项力量就会明显地增大,采用单腿支撑负重上,也正是这个原理。负重强度的逐渐增大和运动成绩的提高,一般情况下是成正比的。