鋼管拱計算二

三、空間穩(wěn)定驗算（一）計算模型鋼管拱橋空間穩(wěn)定驗算按三維有限元方法建模，采用ALGOR通用程序進行計算?？臻g計算模型見圖6所示。共分為1024個節(jié)點，1820個三維梁單元。分析中計入了剪切變形和幾何剛度的影響。圖6空間分析的計算模型（二）計算參數(shù)鋼管混凝土拱肋按照各自彈性模量的比值，等效為一種材料組成的梁單元。依據(jù)《鋼管混凝土結構設計與施工規(guī)程》（CECS28：90-1990）的規(guī)定，鋼管混凝土構件在正常使用極限狀態(tài)的剛度可按下列規(guī)定取值：EA=EsAs+EcAcEI=EsIs+EcIc鋼管拱肋截面：As=0.07117m2Is1=0.024492m4（面內(nèi)）Is2=0.0052081m4（面外）Es=2.0×105MPa砼拱肋截面：Ac=1.1349m2Ic1=0.35111m4（面內(nèi)）Ic2=0.038789m4（面外）Ec=3.25×104MPa等效為組合拱肋截面：A=1.57289m2I1=0.50183m4（面內(nèi)）I2=0.07084m4（面外）E=3.25×104MPa（三）穩(wěn)定驗算的荷載工況使用通用程序計算結構的穩(wěn)定性，實際是按成橋狀態(tài)直接計算結構內(nèi)力進而算出穩(wěn)定系數(shù)的，這相當于滿堂支架全部結構一次落架的穩(wěn)定系數(shù)。對于本橋，由于實際施工過程中拱肋的累積恒載內(nèi)力會大于上述情況，因此計算出穩(wěn)定系數(shù)也會大于實際值的。為了糾正上述偏差，在平面桿系計算中對于實際施工過程中拱肋軸力和一次落架中拱肋軸力分別作了計算和對比，前者約比后者大8%。因此，在空間穩(wěn)定計算中對拱肋的恒載內(nèi)力計入提高系數(shù)1.08，由此計算的穩(wěn)定系數(shù)將符合實際情況。共分為以下兩種結構體系和荷載工況，分別作了穩(wěn)定計算。（1）成橋狀態(tài)：恒載（2）成橋狀態(tài)：恒載+公路Ⅰ級活載（全跨滿布）（四）穩(wěn)定驗算的主要結論計算結果表明，一階失穩(wěn)模態(tài)為橫橋向失穩(wěn)，在恒載+公路Ⅰ級活載作用下的穩(wěn)定安全系數(shù)為4.645。橋規(guī)中對于穩(wěn)定安全系數(shù)尚無明確規(guī)定，一般認為在恒載下至少不應低于4。因此，結構的整體穩(wěn)定性符合要求。穩(wěn)定特征值見表-5，失穩(wěn)模態(tài)見圖7-8。表-5穩(wěn)定特征值和失穩(wěn)模態(tài)序號荷載載工況穩(wěn)定特征值失穩(wěn)模態(tài)1全部恒載5.378橫橋向彎曲失穩(wěn)穩(wěn)2全部恒載+公路路Ⅰ級活載（全全跨滿布）4.645橫橋向彎曲失穩(wěn)穩(wěn)圖7結構的失穩(wěn)模態(tài)圖8結構的失穩(wěn)模態(tài)（平面）四、結構動力驗算（一）計算模型計算模型同空間穩(wěn)定計算模型。（二）結構驗算結論計算結果表明，鋼管拱橋整體的固有頻率較高，在低頻荷載下不易產(chǎn)生橫向振動和失穩(wěn)。穩(wěn)定特征值見表-6，失穩(wěn)模態(tài)見圖9-18。表-6結構前10階固有頻率值和模態(tài)階次振型特點頻率（HZ）1拱肋橫向半波0.65892拱肋橫向振型0.89533拱肋豎向全波1.10174拱肋橫向全波1.33075全橋橫向全波1.52156橋面豎向半波1.92857全橋扭轉振型2.23618拱肋橫向一波半半2.31329全橋橫向+扭轉轉2.550410全橋橫向+扭轉轉2.6849圖9第1階振型（f=0.659HZ）圖10第2階振型（f=0.895HZ）圖11第3階振型（f=1.102HZ）圖12第4階階振型（f=1..331HZ）圖13第5階階振型（f=1..522HZ）圖14第6階階振型（f=1..929HZ）圖15第7階階振型（f=2..236HZ）圖16第8階階振型（f=2..313HZ）圖17第9階階振型（f=2..550HZ）圖18第100階振型（f=2..685HZ）五、預應力橫梁梁驗算（一）計算方法法本橋預應力砼橫橫梁為單跨跨兩端彈性性支承梁(圖19)，其兩端端彈性支承承的豎向剛剛度K1和轉動剛剛度K2由系桿、吊吊桿和拱肋肋共同形成成。圖19采用空間有限元元法計算。在在空間計算算模型的橫橫梁端節(jié)點點處，分別別作用節(jié)點點力P和節(jié)點力力矩M（見圖20），可以以分別計算算出P引起的豎豎向位移V和M引起的轉角角位移θ，得到相相應的彈性性剛度為：：K1=P//V=715330KNN/mK2=M//θ=388681..7KNN/弧度圖20（二）中橫梁驗算1、計算模型中橫梁驗算分析析采用公路路橋梁結構構設計系統(tǒng)統(tǒng)GQJSSV9..2程序。共共劃分為14個計算單單元，梁端端作用豎向向彈性約束束K1和轉動彈彈性約束2K2。結構離離散圖見圖圖21。圖21中橫梁結結構離散圖圖2、中橫梁施工階階段劃分結合中橫梁的施施工流程，施施工階段共共分為以下下4個階段，逐逐階段計算算并累加后后得到恒載載內(nèi)力和其其他荷載效效應。階段1：預制梁澆筑完完成，力筋筋N5張拉階段2：現(xiàn)澆段澆筑完完成，力筋筋N1，N2張拉階段3：行車道板安裝裝完成，力力筋N3，N4張拉階段4：橋面鋪裝等完完成。3、活載橫向加載載橫梁計算中計入入汽車沖擊擊系數(shù)μ=0.3，活載內(nèi)內(nèi)力按以下下步驟進行行。（1）按照公路－I級級標準車輛輛荷載，每每輛標準車車（550KKN）在1根橫梁上上的最大豎豎向合力P，按杠桿桿法求得P=2440KN。（2）兩列車作用時，橫橫梁上承受受的荷載數(shù)數(shù)值和間距距見圖22（1），沿橫橫梁的影響響線移動加加載，求出出各截面的的最不利內(nèi)內(nèi)力。圖22橫橋向加加載圖式（3）3列車作用時，計計入系數(shù)0.788后，橫梁梁上承受的的荷載數(shù)值值和間距見見圖22（2），沿橫橫梁的影響響線移動加加載，求出出各截面的的最不利內(nèi)內(nèi)力。（4）分別按2列車和和3列車計算算后，取最最不利效應應。4、施工階段驗算計算結果表明，中中橫梁施工工階段砼最最大壓應力力18.556Mpaa（第3階段，跨跨中附近），最最大拉應力力-2.11Mpa（第3階段，跨跨中附近），滿足規(guī)范要求，但應按照規(guī)范第7.2.8條，在拉應力區(qū)按照法向拉應力的大小配置非預應力鋼筋。建議核查中橫梁受拉區(qū)普通鋼筋配置是否足夠。中橫梁施工階段應力圖見圖23。第1階段第2階段第3階段第4階段圖23中橫梁梁施工階段段的正應力力圖(Mpa))5、使用階段驗算算計算結果表明，持持久狀況應應力計算，中橫梁使用階段最大應力13.83Mpa；持久狀況正常使用極限狀態(tài)下，中橫梁未出現(xiàn)拉應力，最小壓應力0.73Mpa，均滿足規(guī)范要求。使用階段中橫梁應力圖見圖24。最大應力：最小應力：圖24中橫梁梁使用階段段的組合應應力(Mpa))（三）端橫梁驗驗算1、計算模型端橫梁驗算分析析采用公路路橋梁結構構設計系統(tǒng)統(tǒng)GQJSSV9..2程序。共共劃分為12個計算單單元，兩端端承受彈性性約束，結結構離散圖圖見圖25。圖25端橫梁結結構離散圖圖2、端橫梁施工階階段劃分結合端橫梁的施施工流程，施施工階段共共分為以下下2個階段，逐逐階段計算算并累加后后得到恒載載內(nèi)力和其其他荷載效效應。（1）梁體澆筑完成成，力筋2N1,,2N2,,2N3已張拉。（2）行車道板安裝裝完成，橋橋面鋪裝等等完成。3、活載載橫向加載載橫梁計算中計入入汽車沖擊擊系數(shù)μ=0.3，分別按2列車和3列車×0.778沿橫向影影響線加載載，計算最最不利效應應。具體方方法與中橫橫梁相同。4、施工階段驗算算計算結果表明，端端橫梁施工工階段砼最最大壓應力力約5Mpa（第1階段，跨跨中附近），未未出現(xiàn)拉應應力，滿足足規(guī)范要求求。端橫梁梁施工階段段應力圖見見圖25。第1階段第2階段圖圖25端橫梁施施工階段的的正應力圖圖(Mpa))5、使用階段驗算算計算結果表明，持持久狀況應應力計算，端端橫梁使用用階段最大大應力約4Mppa；持久狀狀況正常使使用極限狀狀態(tài)下，端端橫梁未出出現(xiàn)拉應力力，最小壓壓應力0.744Mpaa，均滿足足規(guī)范要求求。使用階階段端橫梁梁應力圖見見圖26。最大應力：最小應力：圖26端橫梁梁使用階段段的組合應應力(Mpa))六、問題與建議議1、中橫梁與系桿連連接處應力力較為復雜雜，本次檢檢算按照彈彈性約束條條件計算則則中橫梁端端部的應力力可以通過過，如果按按照兩端固固定約束條條件計算則則中橫梁端端部上緣出出現(xiàn)3Mpa以上的拉拉應力。因因此，建議議適當調(diào)整整力筋布置置，使N1和N2鋼束在梁梁端附近上上彎的更高高，或適當當增加N1、N2鋼束鋼絞絞線的股數(shù)數(shù)；或者在中中橫梁與系系桿連