南平大橋支架計算書

1、南平大橋支架計算書一、主跨鋼箱梁安裝支架計算 42米跨內(nèi)貝雷梁計算根據(jù)鋼箱梁設計截面和分段要求，貝雷梁僅布置在鋼箱梁底寬30m范圍內(nèi)，按三排單層加強型布置，由于鋼箱梁節(jié)段拼裝時橫向分為三塊，節(jié)段邊塊較重，其下貝雷梁間距3米，中間塊下間距3.5米。42米跨內(nèi)橫向共布置31片貝雷片，兩邊挑臂各2.5m利用貝雷梁上I28a橫向分配梁懸臂挑出進行對接焊縫施工。鋼箱梁安裝時橫向分配梁上設置碼板，利用碼板的空間可以安裝鋼箱梁底板拼接螺栓和調節(jié)鋼箱梁縱向線形，另外在碼板上設預拱度還可用來消除支架的彈性變形。貝雷梁在該跨內(nèi)橫向布置形式為： 1、貝雷梁上I28a計算I28a按縱向每3米布置一根。 計算荷載鋼箱梁

2、段：共1450T，85M長x30M寬（底寬），平均5.69KN/ M2其它施工荷載：2KN/ M2I28a上荷載合計：23.07KN/ M 采用橋梁博士V3.03進行計算，結果如下： 計算模型I28a共劃分84個單元，85個節(jié)點，計算模型為：計算模型 計算結果彎矩圖剪力圖由圖可見，在荷載作用下，結構最大彎矩為8KN.M，最大剪力為27KN。查型鋼表，I28a工字鋼Ix=7115cm4，A=55.37cm2，Wx=508.214cm3 。一根工字鋼可以承受彎矩：M=彎* Wx=73.7KN·M；可以承受的剪力為：T=剪*A=470.6KN，遠遠大于其實際結構內(nèi)力。很明顯，其強度滿足規(guī)范

3、要求。（驗算時，其容許彎曲應力取145Mpa，容許剪應力取85MPa） 豎向位移結構最大豎向位移為0<260/400=0.65cm，滿足規(guī)范要求。 支座反力（KN）節(jié)點號 水平力 豎向力 彎矩1 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+0002 0.000e+000 3.262e+001 0.000e+0009 0.000e+000 3.993e+001 0.000e+00010 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00011 0.000e+000 3.320e+001 0.000e+00018 0.000e+000 3.558e+001 0.00

4、0e+00019 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00020 0.000e+000 3.518e+001 0.000e+00027 0.000e+000 3.525e+001 0.000e+00028 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00029 0.000e+000 3.545e+001 0.000e+00036 0.000e+000 3.418e+001 0.000e+00037 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00038 0.000e+000 3.759e+001 0.000e+00042 0.000e+000

5、3.640e+001 0.000e+00043 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00044 0.000e+000 3.640e+001 0.000e+00048 0.000e+000 3.759e+001 0.000e+00049 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00050 0.000e+000 3.418e+001 0.000e+00057 0.000e+000 3.545e+001 0.000e+00058 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00059 0.000e+000 3.525e+001 0.000e+00

6、066 0.000e+000 3.518e+001 0.000e+00067 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00068 0.000e+000 3.558e+001 0.000e+00075 0.000e+000 3.320e+001 0.000e+00076 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00077 0.000e+000 3.993e+001 0.000e+00084 0.000e+000 3.262e+001 0.000e+00085 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+0002、貝雷梁計算（僅計算一組） 計算荷載

7、由于I28a剛度比鋼箱梁小很多，由鋼箱梁傳遞來的荷載不能按平均分配進行計算，為保證安全，取I28a上最大支座反力（三排單層為一組）為73.13KN按集中荷載進行計算，間距3米。雙排單層貝雷梁自重：4.5KN/ M 采用橋梁博士V3.03進行計算，結果如下： 計算模型鋼箱梁跨內(nèi)共劃分87個單元，88個節(jié)點，計算模型為：計算模型 計算結果彎矩圖剪力圖由圖可見，在荷載作用下，結構最大彎矩為3117KN.M，最大剪力為563KN。三排單層加強型貝雷梁容許彎矩為：4809.4KN.M 安全系數(shù)為 k=4809.4/3117=1.54容許剪力為：698.9KN安全系數(shù)為 k=698.9/563=1.24

8、豎向位移由圖可見，在荷載作用下，結構最大豎向位移為11.5cmL/400=10cm，可通過碼板設置預拱度進行調整。 支座反力（KN）節(jié)點號 水平力 豎向力 彎矩1 0.000e+000 2.780e+001 0.000e+0004 0.000e+000 2.157e+002 0.000e+00022 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00025 0.000e+000 1.012e+003 0.000e+00064 0.000e+000 1.012e+003 0.000e+00067 0.000e+000 0.000e+000 0.000e+00085 0.000e+00

9、0 2.157e+002 0.000e+00088 0.000e+000 2.780e+001 0.000e+000由以上計算結果知：42米跨內(nèi)臨時墩順橋向設雙排管柱是不合理的，其支撐反力主要為單排承受，所以將42米跨內(nèi)兩臨時墩改為單排管柱重新計算如下（21米邊跨臨時墩由于還要承受砼主梁產(chǎn)生的反力，待下步計算決定）。3、貝雷梁重新計算通航孔跨內(nèi)兩臨時墩設計為單排樁形式，跨距設計為41米。 計算模型計算模型 計算結果彎矩圖剪力圖由圖可見，在荷載作用下，結構最大彎矩為3431KN.M，最大剪力為567KN。三排單層加強型貝雷梁容許彎矩為：4809.4KN.M 安全系數(shù)為 k=4809.4/3431

10、=1.4容許剪力為：698.9KN安全系數(shù)為 k=698.9/567=1.23 豎向位移位移有點偏大，但可通過碼板或型鋼柱設置預拱度進行調整。 支座反力節(jié)點號 水平力 豎向力 彎矩1 0.000e+000 1.180e+002 0.000e+0004 0.000e+000 7.388e+001 0.000e+00024 0.000e+000 1.064e+003 0.000e+00065 0.000e+000 1.064e+003 0.000e+00085 0.000e+000 7.388e+001 0.000e+00088 0.000e+000 1.180e+002 0.000e+000以上

11、為每一個三排單層加強型貝雷梁傳遞的反力，按橫斷面實際布置，計算臨時墩時應乘以10。根據(jù)彎矩和剪力圖知，鋼箱梁支架在兩邊跨內(nèi)，僅支點位置彎矩和剪力大，跨內(nèi)其余位置很小，如果仍按三排單層布置則太浪費，所以在此兩邊跨內(nèi)貝雷梁橫斷面形式全部為雙排單層加強型，其容許彎矩為：3375KN.M，容許剪力為：490.5KN，安全系數(shù)分別為：k=3375/3431=0.984和k=490.5/496=0.989，均未超過5，仍然是允許的。此時其上I28a彎矩和剪力均會增大，但考慮前面計算I28a時富余太大，其強度和剛度仍然大大滿足要求，這里就不再重復計算。 臨時墩上橫向分配梁（I45b工字鋼）計算每排臨時墩管柱

12、上橫向分配梁采用4根I56b工字鋼支撐于鋼管樁頂，由貝雷梁的計算結果可知，最大支點反力為1064×1010640KN，分別作用在通航跨內(nèi)兩臨時墩上。1、臨時墩布置示意圖如下： 橫向分配梁取計算長度為31米。2、計算荷載貝雷梁傳遞來的荷載：1064×1010640KN，根據(jù)貝雷梁布置形式按集中力計算。分配梁自重：4.7KN/ M3、計算模型計算模型4、計算結果 彎矩圖彎矩圖 剪力圖剪力圖查型鋼表，I56b工字鋼Ix=68503cm4，A=146.58cm2，Wx=2447cm。一根工字鋼可以承受彎矩：M=彎* Wx=354.8KN·M；可以承受的剪力為：T=剪*A=

13、1246KN。一個墩上有兩排四根工字鋼，可承受彎矩為1419KN·M，可承受的剪力為4984KN。最大彎矩為1112KN·M<1419KN·M;最大剪力為710KN<4984KN。很明顯，其強度及剛度均滿足規(guī)范要求。（驗算時，其容許正應力取145MPa,容許剪應力取85MPa） 支座反力節(jié)點號 水平力 豎向力 彎矩1 0.000e+000 9.098e+002 0.000e+00013 0.000e+000 2.337e+003 0.000e+00025 0.000e+000 2.128e+003 0.000e+00039 0.000e+000 2.1

14、28e+003 0.000e+00051 0.000e+000 2.337e+003 0.000e+00063 0.000e+000 9.098e+002 0.000e+000 鋼管樁計算下面對通航孔跨內(nèi)臨時墩鋼管樁建立模型并進行計算。臨時墩鋼管樁采用單排布置形式（見臨時墩布置示意圖），共采用6根1000、壁厚為10mm的鋼管樁，鋼管樁間距中間兩根為7米，其余為6米。樁群之間采用【20作為橫向聯(lián)結，具體布置為：從頂部以下1.5米處開始，每隔4米設置一道水平聯(lián)系,直到水面不能設置為止。臨時墩鋼管樁基礎采用鉆孔灌注樁，樁頂灌注至河床面，必須確保鋼管樁底部埋入砼深度2.5D，D為鋼管樁直徑，鉆孔樁深

15、度根據(jù)計算確定。綜上所述，臨時墩鋼管樁樁群共同工作，因此計算中宜將樁群作為一個整體，進行空間受力分析。樁群承受的主要荷載為：a墩頂豎向力（主要為上部結構自重、施工荷載等，經(jīng)由縱橫梁傳下）b流水壓力，因主橋與水流方向斜交18度，故既有順橋向的流水壓力，又有橫橋向的流水壓力；c自重1、流水壓力的計算水深為17米，設計最大流速為6m/s，作用在鋼管樁上的流水壓力近似取為線形荷載呈倒三角形分布，水面處水壓力為：p=k* r *v2/2g（其中K取0.8，r為水的容重取10KN/m3，v為水的流速6m/s，g為重力加速度為9.8m/s2)則q=0.8*10*6*6/(2*9.8*1)=14.7KN/m將

16、其向橫橋向及順橋向分解為：橫橋向q=14.7*cos18=14KN/m順橋向q=14.7*sin18=4.54KN/m2、計算模型將結構離散成空間結構，共劃分為138個節(jié)點，177個單元，計算模型為：計算模型3、結構內(nèi)力驗算鋼管樁樁在豎向力及水平力作用下組合最大應力（MPa）上圖為鋼管樁群在1.1D（永久荷載）1.3SF（可變荷載）荷載組合作用下的應力圖，從圖上可知樁群在豎向力及水平力作用下最大組合應力為190MPa，小于Q235鋼材的抗彎拉強度設計值。4、結構水平位移順橋向位移圖橫橋向位移圖由圖可見：樁群在水平力作用下橫橋向最大位移為9mm，順橋向最大位移為107mm，位移較大，將鋼管樁改為

17、1200，壁厚12mm重新計算。 流水壓力的計算水深為17米，設計最大流速為6m/s，作用在鋼管樁上的流水壓力近似取為線形荷載呈倒三角形分布，水面處水壓力為：p=k* r *v2/2g（其中K取0.8，r為水的容重取10KN/m3，v為水的流速6m/s，g為重力加速度為9.8m/s2)則q=0.8*10*6*6*1.2/(2*9.8)=17.6KN/m將其向橫橋向及順橋向分解為：橫橋向q=17.6*cos18=16.7KN/m順橋向q=17.6*sin18=5.4KN/m5、結構內(nèi)力重新驗算結果鋼管樁樁在豎向力及水平力作用下組合最大應力（MPa）上圖為鋼管樁群在1.1D（永久荷載）1.3SF（可變荷載）荷載組合作用下的應力圖，從圖上可知樁群在豎向力及水平力作用下最大組合應力為132MPa，小于Q235鋼材的抗彎拉強度設計值。6、結構水平位移順橋向位移圖橫橋向位