梭形桁架單元吊裝施工模擬

施工模擬分析吊裝單元應力及變形分析梭形桁架單元吊裝應力及變形分析概述屋蓋管桁架結構體系由梭形三角形桁架與梭形平面桁架間隔單向布置，根據(jù)施工方案數(shù)據(jù)，本次計算選取A館最重的（83.9噸）一塊吊裝單元ZHJ10A梭形三角形桁架為典型進行吊裝分析驗算。吊裝單元示意圖如下所示:采用Midas8.0結構分析軟件，對結構的吊裝過程進行有限元分析驗算。通過軟件自動計算，得出吊裝過程中結構的受力情況以及變形情況等。結構自重調整系數(shù)設置結構材料及截面特性（1）鋼材Q235彈性模量：E=2.06×105N/mm2泊松比：μ=0.3密度：ρ=7.85×10-5N/mm3屈服強度：fy=235N/mm2強度設計值：f=215N/mm2（2）鋼材Q345彈性模量：E=2.06×105N/mm2泊松比：μ=0.3密度：ρ=7.85×10-5N/mm3屈服強度：fy=345N/mm2強度設計值：f=295N/mm2荷載取值考慮到吊裝過程中的動力荷載以及附加吊裝措施，結構自重根據(jù)實際材料總重加以調整，結構自重乘以調整系數(shù)1.35。吊裝分析荷載，根據(jù)施工過程考慮結構自重，按照軟件自動計算。荷載組合sLCB1：1.2D—1.2×吊裝單元重量；sLCB2：1.0D—1.0×吊裝單元重量。有限元模型及邊界條件吊裝單元ZHJ10A區(qū)域結構總長度約81m，最寬處4m。采用雙臺履帶吊，吊點設置在桁架上弦，共8個吊索并保證吊鉤的平面位置與桁架重心重合，保證吊索與桁架平面之間的角度不小于45°。有限元模型及邊界條件如下圖所示。根據(jù)桁架自重，經(jīng)計算分析，荷載施加及約束情況按如下原則取值：（1）吊裝荷載取桁架自重的1.35倍；（2）桁架上弦8點增加水平方向約束；（3）頂部吊點位置設置固定約束。分析結果吊裝時，結構在自重作用下，吊裝單元變形如下圖所示：所用的工況是sLCB1:1.2×D。X方向變形云圖（MAX=0.74mm）Y方向變形云圖（MAX=0.58mm）Z方向變形云圖（MAX=3.48mm）變形矢量和（MAX=3.54mm）由以上分析結果可知，結構在吊裝過程中豎向最大變形為3.54mm，滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）附錄條的變形要求桿件應力云圖（MAX=-79.19N/mm2）桿件應力比柱狀圖在工況sLCB1：1.2D作用下，桁架構件最大應力比為0.26<1,構件安全。桁架各桿件最大拉應力為79.19N/mm2,最大壓應力為-61.89N/mm2,滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）條）要求。結論綜上所述，吊裝單元ZHJ10A在吊裝過程中，均滿足強度、剛度的要求，吊裝過程安全合理。同理驗算其他吊裝單元，均滿足要求，在此不再贅述。屋面飄帶吊裝應力及應變分析概述展廳屋面飄帶現(xiàn)場安裝時將飄帶結構分成若干個吊裝塊，根據(jù)施工方案數(shù)據(jù)，本次計算選取D館最重的（36噸）一塊吊裝單元PD-D-10為典型進行吊裝分析驗算。吊裝分塊示意圖如下所示:D區(qū)飄帶分塊圖采用Midas8.0結構分析軟件，對結構的吊裝過程進行有限元分析驗算。通過軟件自動計算，得出吊裝過程中結構的受力情況以及變形情況等。結構材料及截面特性（1）鋼材Q235彈性模量：E=2.06×105N/mm2泊松比：μ=0.3密度：ρ=7.85×10-5N/mm3屈服強度：fy=235N/mm2強度設計值：f=215N/mm2（2）鋼材Q345彈性模量：E=2.06×105N/mm2泊松比：μ=0.3密度：ρ=7.85×10-5N/mm3屈服強度：fy=345N/mm2強度設計值：f=295N/mm2荷載取值考慮到計算模型沒有考慮球節(jié)點重量，結構自重根據(jù)實際材料總重加以調整，結構自重乘以調整系數(shù)1.35。吊裝分析荷載，根據(jù)施工過程考慮結構自重，按照軟件自動計算。荷載組合sLCB1：1.2D—1.2×吊裝單元重量；sLCB2：1.0D—1.0×吊裝單元重量。有限元模型及邊界條件吊裝單元PD-D-10區(qū)域結構總長度約28.6m，寬度約26.8m。吊點設置在網(wǎng)架上弦，共4個吊索并保證吊鉤的平面位置與網(wǎng)架重心重合，保證吊索與網(wǎng)架平面之間的角度不小于45°。為保證吊裝過程中網(wǎng)架不發(fā)生嚴重的晃動，在網(wǎng)架兩端設置纜風繩，并在吊裝過程中隨時調整繩的角度和長度。有限元模型及邊界條件如下圖所示。有限元計算模型根據(jù)網(wǎng)架自重，經(jīng)計算分析，荷載施加及約束情況按如下原則取值：（1）吊裝荷載取網(wǎng)架自重的1.35倍；（2）網(wǎng)架上弦4點增加水平約束；（3）頂部吊點位置設置固定約束。分析結果吊裝時，結構在自重作用下，吊裝單元變形如下圖所示：所用的工況是sLCB1:1.2×DX方向變形云圖（MAX=-0.47mm）Y方向變形云圖（MAX=-3.44mm）Z方向變形云圖（MAX=5.58mm）變形矢量和（MAX=6.15mm）由以上分析結果可知，結構在吊裝過程中豎向最大變形為6.15mm，滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）附錄條的變形要求。桿件應力云圖（MAX=43.64N/mm2）桿件應力比柱狀圖在工況sLCB1：1.2D作用下，網(wǎng)架構件最大應力比為0.24<1,安全余量較足。網(wǎng)架各桿件最大拉應力為43.64N/mm2,最大壓應力為-26.02N/mm2,滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）條）要求。結論綜上所述，吊裝單元PD-D-10在吊裝過程中，均滿足強度、剛度的要求，吊裝過程安全合理。同理驗算其他吊裝單元，均滿足要求，在此不再贅述。D館飄帶吊裝應力及應變分析概述D館屋面存在豎向飄帶，現(xiàn)場安裝時將豎向飄帶結構分成若干個吊裝塊，根據(jù)施工方案數(shù)據(jù)，本次計算選取D館最重的（36噸）一塊吊裝單元WJ-45為典型進行吊裝分析驗算。吊裝分塊示意圖如下所示:吊裝分塊示意圖采用Midas8.0結構分析軟件，對結構的吊裝過程進行有限元分析驗算。通過軟件自動計算，得出吊裝過程中結構的受力情況、吊裝點反力值等。有限元模型建立吊裝單元WJ-44區(qū)域結構總長度約24m，寬度約18m。吊點設置在網(wǎng)架上部上下弦，共4個吊索并保證吊鉤的平面位置與網(wǎng)架重心重合，保證吊索與網(wǎng)架平面之間的角度不小于45°。為保證吊裝過程中網(wǎng)架不發(fā)生嚴重的晃動，在網(wǎng)架兩端設置纜風繩，并在吊裝過程中隨時調整繩的角度和長度。有限元模型及邊界條件如下圖所示。有限元計算模型根據(jù)網(wǎng)架自重，經(jīng)計算分析，荷載施加及約束情況按如下原則取值：（1）吊裝荷載取網(wǎng)架自重的1.35倍；（2）網(wǎng)架上弦4點增加水平約束；（3）頂部吊點位置設置固定約束。分析結果工況sLCB1:1.2×D下吊裝單元變形如下：X方向變形云圖（MAX=-4.38mm）Y方向變形云圖（MAX=-0.7mm）Z方向變形云圖（MAX=1.12mm）變形矢量和（MAX=4.52mm）由以上分析結果可知，結構在吊裝過程中豎向最大變形為4.52mm，滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）附錄條的變形要求。桿件應力云圖（MAX=27.7N/mm2）桿件應力比柱狀圖在工況sLCB1：1.2D作用下，網(wǎng)架構件最大應力比為0.1<1,安全余量較足。網(wǎng)架各桿件最大拉應力為27.7N/mm2,最大壓應力為-20.97N/mm2,滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）條）要求。結論綜上所述，豎向飄帶吊裝單元WJ-44在吊裝過程中，均滿足強度、剛度的要求，吊裝過程安全合理。同理驗算其他吊裝單元，均滿足要求，在此不再贅述。吊裝胎架設計計算設計概況本次計算的胎架主要用屋蓋飄帶吊裝單元就位后的臨時支撐，結構形式采用鋼管格構式胎架。格構式胎架由圓管、H型鋼梁組成，標準節(jié)尺寸為2m×2m×4m。各部分截面及材質如下表所示：胎架類型桿件部位截面（mm）材質四肢格構式胎架立桿Φ219×10Q235B橫桿Φ76×5Q235B斜桿Φ89×5Q235B頂部橫梁HW450×2000×9×14Q235B底座HW300×3000×10×15Q235B計算約定（1）計算軟件胎架采用有限元分析軟件Midas8.0進行分析驗算。（2）單位制本施工模擬計算，長度單位為毫米（mm），力單位為牛（N），應力單位為兆帕（N/mm2）。（3）材料說明計算分析過程中，采用的材料機械、力學屬性如下。鋼材Q235彈性模量：E=2.06×105N/mm2泊松比：μ=0.3密度：ρ=7.85×10-5N/mm3屈服強度：fy=235N/mm2強度設計值：f=215N/mm2（4）現(xiàn)場操作時需拉設纜風繩，以抵抗安裝階段的偏心荷載作用產(chǎn)生的水平力。計算模型根據(jù)施工部署和上部飄帶網(wǎng)架的分塊重量，考慮網(wǎng)架的安裝順序，選取最高的一組（66m）為典型對其強度、剛度進行分析驗算。由于高度過高在支撐胎架所承受重力荷載由結構整體分析得出,需承擔上部結構傳遞的豎向荷載最大為110KN?？紤]施工荷載中的其他因素，將荷載放大1.2倍，由程序自動計算。由于支撐胎架過高在中部增加側向支撐。計算模型如下圖所示：有限元計算模型計算結果在基本荷載工況組合SLCB1（1.0D+1.0L）下位移分布如下圖所示：X方向變形（MAX=0.29mm)Y方向變形（MAX=-0.16mm)Z方向變形（MAX=4.69mm)位移矢量和（MAX=4.69mm)胎架豎向位移最大為4.69mm<66000/400=165mm,最大水平位移為0.29mm<66000/500=132mm,滿足《鋼結構設計規(guī)范》（GB50017－2003）附錄A.1條的變形要求。最不利工況組合SLCB2（1.2D+1.4L）下應力分布如下圖所示：桿件應力比柱狀圖桿件應力（MAX=26.86N/mm2）由應力比分布圖知，所有構件應力比均在0.2以下，滿足《鋼結構設計規(guī)范》GB50017-2003要求。小結綜上所述，最高的一組臨時支撐胎架，在施工過程中均滿足強度、剛度的要求。故其他胎架均滿足要求，計算過程不再贅述。網(wǎng)架整體提升模擬計算概述D館一層夾層屋面網(wǎng)架為單層正放四角錐結構，網(wǎng)格大小為4.5m×4.5m，網(wǎng)架高度為4.5m，長跨長度約193m，短跨長度約102m，平面面積約16000m2，提升高度約16m，提升重量約940t。由于該網(wǎng)架安裝高度較高，縱橫向跨度較大。結構桿件眾多，自重較大。若采用常規(guī)的分件高空散裝方案，需要搭設大量的高空腳手架，不但高空組裝、焊接工作量巨大，而且存在較大的質量、安全風險，施工的難度較大，并且對整個工程的施工工期會有很大的影響，方案的技術經(jīng)濟性指標較差。根據(jù)以往類似工程的成功經(jīng)驗，若將網(wǎng)架在地面拼裝成整體后，利用“超大型液壓同步提升施工技術”將其一次提升到位，再進行柱頂部分預留后裝桿件的安裝，將大大降低安裝施工難度，并于質量、安全和工期等均有利。現(xiàn)對該整體提升方案進行計算機提升模擬，驗算其桿件內力、位移以及水平反力。材料說明（1）鋼材Q345彈性模量：E==2.06××10N//mm2泊松比：μ=00.3密度：ρ=7..85×100-5N/mmm3屈服強度：fy=345NN/mm2強度設計值：f=295NN/mm2（2）鋼材Q420彈性模量：E==2.1×1105N//mm2泊松比：μ=00.3密度：ρ=7..85×100-5N/mmm3屈服強度：fy=420N/mmm2強度設計值：f=360N/mmm2荷載取值考慮到計算模型沒沒有考慮球節(jié)節(jié)點重量，結結構自重根據(jù)據(jù)實際材料總總重加以調整整，結構自重重乘以調整系系數(shù)1.355。吊裝分析析荷載，根據(jù)據(jù)施工過程考考慮結構自重重，按照軟件件自動計算。截面取值牛腿：HW4988×432×45×70柱：箱型20000×1000×40吊點加強桿件：pp402×13荷載組合sLCB1：1..2D—1.2×吊裝單元重重量；sLCB2：1..0D—1.0×吊裝單元重重量。有限元模型建立及及邊界條件利用Midas建建立D館整體模型型，有限元模模型、邊界條件及提提升吊點布置置如下圖所示示。D館有限元計算模型平平面圖D館有限元計算模型型三維圖D館一層夾層吊點布布置圖根據(jù)網(wǎng)架自重，經(jīng)經(jīng)計算分析，荷荷載施加及約約束情況按如如下原則取值值：（1）提升荷載取網(wǎng)架架自重的1..35倍；（2）網(wǎng)架下弦提升點點增加X、Y、Z方向約束；（3）柱腳采用剛接。計算結果結構在自重作用下下，提升單元元變形如下圖圖所示：所用用的工況是ssLCB1::1.2××DX方向變形（MAXX=17.442mm)Y方向變形（MAXX=-9.11mm)Z方向變形（MAXX=-1622.77mmm)位移矢量和（MAAX=1622.77mmm)由以上分析結果可可知，結構