搜索大渡河大桥主梁0号块段托架方案设计
2016-12-13 by:CAE仿真在线 来源:互联网
目 录
一、 设计概况........................................................ 1
二、 施工方案设计概述................................................ 1
三、 设计依据........................................................ 1
四、 主要杆件计算结果统计............................................ 1
五、 主托架平台设计.................................................. 2
(一)腹板下底纵梁(4匚20a)计算...................................... 2
(二)空箱下底纵梁(5匚20a)计算...................................... 3
(三)前后横梁(钢箱496x230)计算..................................... 4
(四)承重托架计算................................................... 5
1、预埋段主纵梁验算(2匚36a)....................................... 6
2、外接段主纵梁验算(2匚20a)....................................... 6
3、斜柱验算(2匚20a)............................................... 6
4、格构式斜柱设计.................................................. 6
5、主纵梁连接焊缝验算.............................................. 8
6、斜柱上端搭接焊缝验算............................................ 9
7、斜柱下端顶接焊缝验算........................................... 10
8、斜柱预埋件验算................................................. 11
六、 墩顶底板砼模架设计............................................. 11
(一)组合钢模面板验算.............................................. 12
(二)枋木分配梁验算................................................ 12
(三)碗扣钢管支架验算.............................................. 12
七、 副托架计算..................................................... 13
1、翼缘荷载集度计算............................................... 13
2、内力计算....................................................... 13
3、纵梁验算(匚20a)............................................... 14
4、斜柱验算(2∠90×6).............................................. 14
5、纵梁连接焊缝验算............................................... 15
6、斜柱焊缝验算................................................... 16
7、纵梁预埋件验算................................................. 17
8、斜柱预埋件验算................................................. 17
一、 设计概况
汉源大树大渡河大桥主桥为三跨预应力砼连续刚构,其跨径组合为133m+255m+133m。主梁采用单箱单室截面,箱顶板宽10.5m,底板宽6.5m(墩顶段宽8.5m)。箱梁0号块段长15m,根部断面高16m,纵桥向悬伸长度2m。在墩顶范围内,箱梁腹板厚100cm,顶板厚50cm,底板厚150cm。
全桥共计2个0号梁段,单个0号梁段砼数量为1125.6m3。0号梁段单侧悬伸段体积为107.2m3,重量278.7t。
二、 施工方案设计概述
0号梁段拟采用托架法进行现浇施工。由于0号梁段是墩身与箱梁连接的关键部位,具有断面高、砼体积大、钢筋及预应力管道密集等特点,为方便施工、保证砼浇筑质量和减轻支架负荷,竖向分为四层浇筑,前三层砼浇筑高度均为4.5m,第四次即顶层砼浇筑高度为2.5m,按翻模法施工。
第一层砼施工采用在墩顶预埋牛腿支架(简称主托架)进行,墩身箱内底板支架考虑拆除困难等原因采用碗扣式满堂支架浇筑,外侧模直接采用翻模法接高墩身模板施工(模板作适当调整)。第二、三层砼直接在已浇筑砼模板上翻模接高浇筑。第四层砼采用在第三层箱梁腹板上预埋牛腿支架(简称副托架)支撑翼缘板施工;0号块段内箱顶板采用满堂支架浇筑,悬伸段顶板采用牛腿内模架施工。
本方案设计均采用容许应力法计算,不计结构、荷载及材料等安全系数。设计计算采用Midas Civil软件,荷载组合取:2×结构自重+外荷载(注:结构自重未计入联接系重量,故采用2倍自重组合),其它软件校核。
0号块段施工支架布置图详见附图。
三、 设计依据
1、《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》
2、《钢结构设计规范》
3、《公路桥涵施工技术规范》
4、《路桥施工计算手册》
5、公路施工手册《桥涵》
四、 主要杆件计算结果统计
|
部位 |
构件 名称 |
规格 (mm) |
轴力 (kN) |
弯矩 (kN.m) |
正应力 (MPa) |
[σ] (MPa) |
剪力 (kN) |
剪应力 (MPa) |
[τ] (MPa) |
位移 |
备注 |
|
主托架 |
底纵梁 |
匚20a |
|
20.9 |
117.4 |
145 |
46 |
38.6 |
85 |
1/925 |
|
|
后横梁 |
□496x230 |
|
77.3 |
25.4 |
145 |
165.8 |
11 |
85 |
1/9500 |
|
|
|
预埋段 主纵梁 |
2匚36a |
147 |
73.7 |
67.9 |
145 |
282.3 |
51.5 |
85 |
|
|
|
|
外接段 主纵梁 |
2匚20a |
147 |
3.2 |
34.5 |
145 |
3.8 |
1.6 |
85 |
1/1750 |
|
|
|
斜柱 |
2匚20a |
257.8 |
|
49.2 |
121.8 |
|
|
|
|
格构式柱 |
|
|
纵梁连 接焊缝 |
f=8 |
147 |
3.2 |
21 |
145 |
3.8 |
|
|
|
折算应力 |
|
|
斜柱上 端焊缝 |
f=8 |
255.1 |
1.5 |
30.4 |
145 |
0.9 |
|
|
|
折算应力 |
|
|
斜柱下 端焊缝 |
f=8 |
257.8 |
1.6 |
51.2 |
145 |
1 |
|
|
|
|
|
|
斜柱 预埋件 |
□500x350x16,4φ22U形锚筋锚固长度25d=55cm,与主筋焊接作为安全储备。 |
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|
底板砼 支架 |
分配梁 |
枋150x120 |
|
3.15 |
7 |
14 |
14 |
0.8 |
1.7 |
1/1000 |
|
|
碗扣 钢管架 |
φ48x3 |
30 |
|
70.8 |
100.8 |
|
|
|
0.007m |
|
|
|
副托架 |
主纵梁 |
匚20a |
29.8 |
12.4 |
80 |
145 |
34.8 |
29.2 |
85 |
1/4651 |
|
|
斜柱 |
2∠90x6 |
48.2 |
0.3 |
25.2 |
89 |
|
|
|
|
格构式柱 |
|
|
纵梁 端焊缝 |
f=6 |
29.8 |
12.4 |
26.6 |
145 |
34.8 |
|
|
|
折算应力 |
|
|
斜柱 焊缝 |
f=8 |
48.2 |
0.3 |
75.4 |
145 |
0.5 |
|
|
|
折算应力 |
|
|
纵梁 预埋件 |
□300x200x16、2φ20U形锚筋锚固长度25d=50cm,与主筋焊接作为安全储备。 |
|
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|
斜柱 预埋件 |
□250x200x16、2φ20U形锚筋锚固长度25d=50cm,与主筋焊接作为安全储备。 |
|
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一、 主托架平台设计
主托架平台按第一次浇筑砼高度4.5m计算,悬伸段砼38.1m3,重量991kN。腹板计算宽度取1.4m(高度4.5m),底板计算宽度取3.7m(高度2m)。
底模板另行设计,拟采用6mm钢面板、匚10主肋条。
底纵梁拟采用匚20a,横梁采用挂篮下横梁钢箱496x230。单侧托架共设置3榀,主纵梁预埋段(含外露35cm)采用2匚36a,外接主纵梁及斜柱均采用2匚20a组合。
(一)腹板下底纵梁(4匚20a)计算
(砼计算宽度1.4m,高度4.5m)
1、荷载计算
(1)砼自重:1.4×4.5×26×1.1=180.2kN/m(砼胀模系数取10%)
(2)侧、底模自重:(4.5+2.5+1.4)×1.2=10.1kN/m(模板重按120kg/m2计)
(3)施工荷载:2.5kPa×1.4=3.5kN/m
(3)振捣荷载:2kPa×1.4=2.8kN/m
合计:q=196.6kN/m
经试算,底纵梁腹板下设置4匚20a,间距取0.3m,跨度组合为0.15+1.85=2m,q=196.6/4+自重0.2=49.4kN/m
2、内力计算
R1=53.4kN、R2=45.4kN
Qmax=46kN、Mmax=20.9kN.m、fmax=0.002m
3、强度验算
A=28.83cm2、I=1780.4cm4、W=178.0cm3、S=104.7cm3、d=0.7cm
σ=M/W=20.9/178/10^-6=117416kPa<[σ]=145000kPa…满足要求
τ=QS/It=46×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)=38645<[τ]=85000kPa…满足
4、刚度验算
f/l=0.002/1.85=1/925<[f/l]=1/400…满足要求
(二)空箱下底纵梁(5匚20a)计算
(砼计算宽度3.7m,根部高2.5m、端部高1.5m)
1、荷载计算
(1)砼自重:根部3.7×2.5×26×1.1=264.6kN/m(砼胀模系数取10%)
端部3.7×1.5×26×1.1=158.7kN/m(砼胀模系数取10%)
(2)侧、底模自重: 3.7×1.2=4.4kN/m(模板重按120kg/m2计)
(3)施工荷载:2.5kPa×3.7=9.3kN/m
(3)振捣荷载:2kPa×3.7=7.4kN/m
合计:根部q=285.7kN/m、根部q=179.8kN/m
经试算,底纵梁腹板下设置5匚20a,间距0.8m,跨度组合为0.15+1.85=2m,
q1=285.7/5+自重0.2=57.3kN/m、q2=179.8/5+自重0.2=36.2kN/m
2、内力计算
R1=54.3kN、R2=39.2kN
Qmax=45.9kN、Mmax=19.3kN.m、fmax=0.002m
3、强度验算
σ=M/W=19.3/178/10^-6=108427kPa<[σ]=145000kPa…满足要求
τ=QS/It=45.9×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)=38561<[τ]=85000kPa…满足
4、刚度验算
f/l=0.002/1.85=1/925<[f/l]=1/400…满足要求
(三)前后横梁(钢箱496x230)计算
后横梁Rmax=278.6kN、前横梁Rmax=210.2kN、
Qmax=165.8kN、Mmax=77.3kN.m、fmax=0.0003m
1、强度计算
横梁钢箱断面: (单位m)
A=0.020968m2,I=0.00075353m4,W=0.0030384m3,S=0.0011992m3,d=0.024m
σ=M/W=77.3/0.0030384=25441kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=165.8×0.0011992/(0.00075353×0.024)=10994kPa<[τ]=85000kPa
2、刚度计算
f/l=0.0003/2.85=1/9500<[f/l]=1/400
以上计算结果表明,前后横梁均满足规范要求。
(四)承重托架计算
托架模型及支点反力图(kN)根据横梁支点反力知,承重托架以第2榀控制复核计算。考虑墩身外缘素砼受力较差,支点位置按后退0.1m计算,主纵梁跨度2.1m,后横梁作用点距锚固点0.25m。斜柱高差按3m设置,计算长度为3.66m。经试算,主纵梁预埋(含外露35cm)段采用2匚36a,外接主纵梁及斜腿采用2匚20a。
1、预埋段主纵梁验算(2匚36a)
Nmax=147kN、Mmax=-73.7kN.m、Qmax=282.3kN、fmax=0.2mm
(t=2×9mm、A=2×60.89cm2、I=2×11874.1cm4、W=2×659.7cm3、S=2×389.9cm3)
σ=M/W+N/A=73.7/(2×659.7×10^-6)+ 147/(2×60.89×10^-4)
=67930kPa<[σ]=145000
τ=QS/It=282.3×2×389.9×10^-6/(2×11874.1×10^-8×2×0.009)
=51498kPa<[τ]=85000kPa
2、外接段主纵梁验算(2匚20a)
Nmax=147kN、Mmax=3.2kN.m、Qmax=3.8kN、fmax=1.2mm
t=2×7mm、A=2×28.83cm2、I=2×1780.4cm4、W=2×178cm3、S=2×104.7cm3)
σ=M/W+N/A=3.2/(2×178×10^-6)+147/(2×28.83×10^-4)
=34483kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=3.8×2×104.7×10^-6/(2×1780.4×10^-8×2×0.007)
=1596kPa<[τ]=85000kPa
f/l=1.2/2100=1/1750<[f/l]=1/400
3、斜柱验算(2匚20a)
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=1.0kN
格构式组合柱按双轴等强布置。
σ=N/A+M/W=257.8/(2×28.83×10^-4)+1.6/(2×178×10^-6)
=49205kPa<[σ]=140000kPa
(3)稳定计算
i=7.86cm、λy=L/i=366/7.86=47,按b类截面查得ф=0.87
[N]=фA[σ]=0.87×2×28.83×10^-4×140000
=702.3kN>N=257.8kN
4、格构式斜柱设计
(1)按照格构式压杆双轴等强度确定双肢间距:
λ0x=√(λx^2+λ1^2)=λy=47
设λ1=24(≤40,且≤0.5λy=24),而ix1=2.11,则两缀板净距lo1=i1λ1=24×2.11=51cm:
λx=√(47^2-24^2)=40
ix=lx/λx=366/40=9.2cm,br=ix/0.44=21,取b=22cm
(2)验算:
整个截面对虚轴的惯矩:Ix=2(128+28.83*(22/2-2.01)^2)=4916m4
ix=(Ix/A)^0.5=(4916/(2*28.83))^0.5=9.23cm、λx=L/i=366/8.26=40
换算λμx=√(λx^2+λ1^2)=(40^2+24^2)^0.5=47≤λy=47…满足要求
单肢稳定:λ1=51/2.11=24,ф1=0.957
[N]=фA[σ]=0.957×28.83×10^-4×140000×2
=773kN>N=257.8kN…满足要求
(3)缀板设计:缀板宽度d=2/3b=15取d=15cm
缀板厚度t>d/40=15/40=0.4cm取t=8mm。
缀板尺寸为200×150×8mm3,净距50cm,中距l1=65cm。
缀板刚度I1=1/12×0.8×15^3=225cm4
柱肢对x1轴的惯性矩Ix1=128cm4
2I1/b=2×225/22=21>6Ix1/l01=6×128/50=15满足要求
一块缀板所受的剪力T由下图按平衡条件计算:
V=Af/85=2×28.83×10^-4×215000/85=14.6kN
根据平衡条件:Tb/2=V/4l1
T=Vl1/(2b)
=14.6×0.65/2/(0.22-2*0.0211)
=26.7kN
缀板为矩形截面,和柱肢相连处承受的弯矩为:
M=T×b/2=26.7×(0.22-0.0211*2)/2=2.37kN.m
σ=6M/(td^2)=6×2.37/(0.008×0.15^2)
=79000kPa<[σ]=145000kPa
τ=1.5T/dt=1.5×26.7/(0.15×0.008)
=33375kPa<[τ]=85000kPa
(4)焊缝计算
采用角焊缝hf=6mm,三面围焊偏安全取竖焊缝20cm计算:
Af=0.7hf×ds=0.7×0.006×0.2=0.00084m2
Wf=0.7hf×ds^2/6=0.7×0.006×0.2^2/6=0.000028m3
σf=M/W=2.37/0.000028
=84643kPa<[σ]=145000kPa
τf=T/Af=26.7/0.00084
=31786kPa<[τ]=85000kPa
((σf/1.22)^2+τf^2)^0.5=((84643/1.22)^2+31786^2)^0.5
=76314kPa<[σ]=145000kPa
5、主纵梁连接焊缝验算
Nmax=147kN、Mmax=3.2kN.m、Qmax=3.8kN
主纵梁2匚36a与2匚20a连接采用三面搭接角焊缝,取焊缝hf=8mm。
焊缝U形分布B=300mm(计算长度290mm)、H=200mm
单肢焊缝荷载N=73.5kN、F=Q=1.9kN、M=1.6kN.m(折合e=842m)
按承受动力荷载计算,βf=1
焊缝总有效面积Aw=0.7*8*(2*290+200)=4368mm2
焊缝重心距板端距离:
x0=(2*0.7*8*290*290/2)/4368=107.8mm
rx=B-x0=290-107.8=182.2mm、ry=200/2=100mm
Ix=0.7*8*(1/12*200^3+290*100^2)=19973333mm4
Iy=0.7*8*(2*1/12*290^3+2*290*(290/2-107.8)^2+200*107.8^2)=40273120mm4
J=Ix+Iy=19973333+40273120=60246453mm4
焊缝受扭矩T=F*(rx+e)=1.9*(182.2+842)/1000=1.946kN.m
扭矩在A点产生的正应力σT=T*rx/J=5.89MPa
扭矩在A点产生的剪应力τT=T*ry/J=3.23MPa
剪力在A点产生的正应力σV=V/Aw=0.43MPa
轴力在A点产生的剪应力τN=N/Aw=16.83MPa
A点折算应力:
σA={[(σT+σV)/βf]^2+(τT+τN)^2}^0.5=21.03MPa<=fwt=140MPa…满足
6、斜柱上端搭接焊缝验算
单位:mm
Nmax=255.1kN、Mmax=1.5kN.m、Qmax=0.9kN
外接主纵梁2匚20a与斜柱2匚20a连接采用L型搭接角焊缝,取焊缝hf=8mm。
焊缝偏安全的按U形分布B=100mm(计算长度90mm)、H=200mm计算
单肢焊缝荷载N=127.55kN、F=Q=0.45kN、M=0.75kN.m(折合e=1667m)
单肢分力N=264.1×sin35/2=75.7kN,F=264.1×cos35/2+1.0/2=108.7kN、M=0.9kN.m
焊缝总有效面积 Aw = 0.7 x hf x [2 x (B - 5) + H] = 4368 mm2
焊缝形心距板左端距离 x0 = 107.308 mm
rx = B - 5 - x0 = 182.692 mm
ry = H/2 + hf/4 = 102 mm
焊缝 Ix = 3.75255e+007 mm4
焊缝 Iy = 4.07595e+007 mm4
焊缝 J = Ix + Iy = 7.8285e+007 mm4
焊缝受扭矩 T = F x (B - x0 + e) = 0.834612 KN.M
焊缝受剪力 V = F = 0.45 KN
焊缝受轴力 N = 127.55 KN
扭矩在A点产生的正应力 σT = T x rx / J = 1.94772 MPa
扭矩在A点产生的剪应力 τT = T x ry / J = 1.08744 MPa
剪力在A点产生的正应力 σV = V / Aw = 0.103022 MPa
轴力在A点产生的剪应力 τN = N / Aw = 29.201 MPa
A点折算应力:
σA = {[(σT + σV) / βf]^2+(τT + τN)^2}^0.5 = 30.3578 MPa <= fwt=145MPa
7、斜柱下端顶接焊缝验算
单位:mm
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=0.95kN
单肢分力:
N=257.8×sin35/2=73.93kN、V=257.8×cos35/2+0.95/2=106.06kN、M=0.8kN.m
匚20a槽钢与预埋钢板顶接焊缝呈U型分布(内侧焊缝作为安全储备),H=350mm、B=60mm。取焊缝hf=8mm。按承受动力荷载计算,βf=1。
Aw=0.7*8*(350+2*60)=2632mm2
Ix=0.7*8*(350^3/12+2*60*(350/2)^2)= 40588333mm4
焊缝最外缘:Wx=40588333/(350/2)=231933mm3
由轴力产生的正应力σN=N/Aw=28.09MPa
由剪力产生的剪应力τV=V/Aw=40.30MPa
由弯矩在A点产生的正应力σM_A=M/Wx=3.45MPa
折算应力:σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=51.2MPa<=[σ]=145MPa…满足
8、斜柱预埋件验算
Nmax=257.8kN、Mmax=1.6kN.m、Qmax=1.0kN
预埋件N=257.8×sin35=147.9kN,V=257.8×cos35+1.0=212.2kN、M=1.6kN.m
计算依据:GB50010--200210.9
(1)锚筋总截面面积计算
fc:砼抗压强度设计值,砼为C40,fc=19.10MPa
fy:锚筋抗拉强度设计值,锚筋为HPB235,fy=210.00MPa
t:锚板厚度,t=16mm
d:锚筋直径,d=22mm
z:外层锚筋中心间距,z=400mm
αr:外层锚筋中心间距,锚筋分为四层,αr=0.85
αb:锚板的弯曲变形折减系数,αb=0.6+0.25t/d=0.782
αv:锚筋的受剪承载力系数,αv=(4.0-0.08d)sqrt(fc/fy)=0.676
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=2907.8mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=1197.7mm2
所需锚筋总截面面积As=max(As1,As2)=2907.8mm2
现配锚筋总截面面积As0=8πd2/4=3041.1mm2 ≥ As 满足!
(2)锚固长度计算
ft:砼轴心抗拉强度设计值,砼为C40,ft=1.71MPa
锚固长度la≥0.16dfy/ft=432mm
一、 墩顶底板砼模架设计
0号块段底板砼厚1.5m,周边设高0.5m×宽1m倒角,砼按平均厚度1.8m计算。砼支架拟采用满堂式碗扣钢管支架,高度20m,间距0.6m×0.9m,横杆步距1.2m。面板采用组合钢模,跨度0.6m。分配梁采用枋木150×120,跨度0.9m。
(一)组合钢模面板验算
1、荷载计算(砼计算厚度1.8m)
(1)砼自重:1.8×26=46.8kN/m2
(2)底模自重:按50kg/m2=0.5kN/m2计
(3)施工荷载:2.5kPa
(4)振捣荷载:2kPa
合计:q=51.8kN/m2
2、受力验算
根据JG/T3060-1999《组合钢模板》知:组合钢模跨度为0.9m时允许承载力为45kN/m2,折算0.6m跨度允许承载力101kN/m2,大于q=51.8kPa,满足要求。
(二)枋木分配梁验算
1、荷载计算
偏安全按简支梁计算,跨度为0.9m,荷载宽度0.6m,即q=0.6×51.8=31.1kN。
2、内力计算
M=ql^2/8=31.1×0.9^2/8=3.15kN.m、Q=ql/2=14 kN
3、强度计算
W=Bh2/6=0.12×0.15^2/6=0.00045m3
查《路桥施工计算手册》得A-4杉木力学性质:
[σ]=11MPa、[τ]=1.7MPa、E=9000MPa
σ=M/W=3.15/0.00045=7000Kpa<[σ]=11000kPa……满足要求
τ=Q/A=778kPa<[τ]=1700kPa……满足要求
4、挠度计算:
f=5gL4/(384EI)
=5×31.1×0.9^4/(384×9000000×0.12×0.15^3/12)
=0.0009m
f/L=1/1000<[f]/L=1/400……满足规范要求
(三)碗扣钢管支架验算
1、荷载计算
(1)枋木分配梁支反力:31.1×0.9=28kN
(2)支架:20m×33.3N/m×3/1000=2kN/m
(φ48×3mm钢管自重3.33kg/m,联杆及连接构造重量约为立杆的2倍)
N=30kN
2、强度计算
φ48×3mm钢管:A=4.24cm2、i=15.95mm
I=л(D4-d4)/64=10.78cm4、W=0.0982(D4-d4)/D=4.493cm3
查《路桥施工计算手册》得A3钢力学性质:
[σ压]=140MPa、E=2.1×10^5MPa
σ压=N/A=30/(4.24×10^-4)=70754Kpa<[σ]=140000kPa
3、稳定计算:
λ=L/i=1200/15.95=75,碗扣架(焊接钢管)为b类截面,查得ρ=0.72
[N]=ρA[σ压]
=0.72×4.24×10^-4×140000
=42.7kN>N=30kN……满足要求
4、整体稳定性
支架位于空心薄壁墩内,采用支架平撑顶紧墩壁方式保证支架整体稳定,不需计算。
5、位移计算
f=PL/EA=30×20/(2.1×10^8×4.24×10^-4)=0.007m
二、 副托架计算
0号块段悬伸段翼缘采用挂篮翼缘定型钢模板,墩顶段翼缘采用临时加工定型钢模板。
1、翼缘荷载集度计算
外侧砼按平均厚度0.4m计算,内侧砼按平均厚度0.8m计算,宽度各为1m。
(1)砼自重:内侧0.8×26=20.8kN/m2、外侧0.4×26=10.4kN/m2
(2)模架自重:按350kg/m2=3.5kN/m2计(含面板及支架)
(3)施工荷载:2.5kPa
(4)振捣荷载:2kPa
合计:q内=28.8kN/m2、q外=18.4kN/m2
2、内力计算
(1)第1~3榀副托架荷载:根据平面布置,荷载范围按1.5m计。
q内=1.5×28.8=43.2kN/m、q外=1.5×18.4=27.6kN/m
(2)第4榀副托架荷载:根据平面布置,荷载范围按1+2m计。
q2=(28.8/4+3×18.4)/1.25=49.8kN/m
第1~3榀副托架 第4榀副托架
3、纵梁验算(匚20a)
经比较第1~3榀副托架最大,故按此作控制验算。
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN、fmax=0.43mm
t=7mm、A=28.83cm2、I=1780.4cm4、W=178cm3、S=104.7cm3)
σ=M/W+N/A=12.4/(178×10^-6)+29.8/(28.83×10^-4)
=79999kPa<[σ]=145000kPa
τ=QS/It=34.8×104.7×10^-6/(1780.4×10^-8×0.007)
=29235kPa<[τ]=85000kPa
f/l=0.43/2000=1/4651<[f/l]=1/400
4、斜柱验算(2∠90×6)
(1)强度计算
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
σ=N/A+M/W=48.2/(2×10.64×10^-4)+0.3/(2×57.97×10^-6)
=25238kPa<[σ]=140000kPa
(2)稳定验算
i=3.62cmλy=L/i=256/3.62=71按c类截面查得ф=0.636
[N]=фA[σ]=0.636×2×10.64×10^-4×140000
=189kN>N=48.2kN
5、纵梁连接焊缝验算
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN
纵梁匚20a与预埋钢板连接采用顶接角焊缝,取焊缝hf=6mm。
由钢号Q235查得焊缝强度fwt=160MPa
受荷载F=34.8KNN=29.8KNe=35.6mm
由于承受静力荷载或间接动力荷载,βf=1.22
翼缘厚T=11mm
腹板厚Tw=7mm
翼缘外侧焊缝有效面积Aw1=571.2mm2
翼缘内侧焊缝有效面积Aw2=512.4mm2
腹板外侧焊缝有效面积Aw3=840mm2
腹板内侧焊缝有效面积Aw4=747.6mm2
总的焊缝有效面积Aw=2671.2mm2
焊缝Ix=1.45816e+007mm4
焊缝受弯矩M=Fxe=1.23888KN.M
焊缝受剪力V=F=34.8KN
焊缝受轴力N=29.8KN
由剪力产生的剪应力τV=V/(Aw3+Aw4)=21.9199MPa
由轴力产生的正应力σN=N/Aw=11.156MPa
A点:上部翼缘内侧与腹板相交处
由弯矩在A点产生的正应力σM_A=M/Ixx(H/2-T-hf/2)=7.30671MPa
B点:下部翼缘内侧与腹板相交处
由弯矩在B点产生的正应力σM_B=M/Ixx(H/2-T-hf/2)=7.30671MPa
A点折算应力σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=26.6365MPa<=fwt满足!
B点折算应力σB={[(σN+σM_B)/Bf]^2+τV^2}^0.5=22.1458MPa<=fwt满足!
6、斜柱焊缝验算
(单位mm)
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
2∠90×6单肢分力:
N=48.2×sin38.7/2=15.1kN,F=48.2×sin38.7/2+0.5/2=19.1kN、M=0.15kN.m
∠90×6与预埋钢板顶接角焊缝,取焊缝hf=8mm。近似按T90×90×6计算,实际焊缝长度为顶接周边焊的1/2。
由钢号Q235查得焊缝强度fwt=160MPa
受荷载F=19.1KNN=151KNe=8mm
由于承受静力荷载或间接动力荷载,βf=1.22
翼缘厚T=6mm
翼缘外侧焊缝有效面积Aw11=448mm2
翼缘内侧焊缝有效面积Aw12=414.4mm2
腹板两侧焊缝有效面积Aw2=884.8mm2
总的焊缝有效面积Aw=1747.2mm2
焊缝形心至翼缘外侧距离y0=24.4263mm
焊缝Ix=1.27779e+006mm4
焊缝受弯矩M=Fxe=0.1528KN.M
焊缝受剪力V=F=19.1KN
焊缝受轴力N=151KN
由剪力产生的剪应力τV=V/Aw2=21.5868MPa
由轴力产生的正应力σN=N/Aw=86.424MPa
A点:翼缘内侧与腹板相交处
由弯矩在A点产生的正应力σM_A=M/Ixx(y0-T-m_hf/2)=1.72512MPa
B点:腹板最下端
由弯矩在B点产生的正应力σM_B=M/Ixx(H-5-y0)=7.24352MPa
A点折算应力σA={[(σN+σM_A)/Bf]^2+τV^2}^0.5=75.4091MPa<=fwt满足!
B点折算应力σB={[(σN+σM_B)/Bf]^2+τV^2}^0.5=68.3978MPa<=fwt满足!
另斜柱与预埋钢板斜交39度,实际焊缝更长,安全系数更大。
7、纵梁预埋件验算
Nmax=29.8kN、Mmax=12.4kN.m、Qmax=34.8kN
(1)锚筋总截面面积计算
fc:砼抗压强度设计值,砼为C65,fc=29.70MPa
fy:锚筋抗拉强度设计值,锚筋为HPB235,fy=210.00MPa
t:锚板厚度,t=16mm
d:锚筋直径,d=20mm
z:外层锚筋中心间距,z=300mm
αr:外层锚筋中心间距,锚筋分为两层,αr=1.00
αb:锚板的弯曲变形折减系数,αb=0.6+0.25t/d=0.800
αv:锚筋的受剪承载力系数,αv=(4.0-0.08d)(fc/fy)^0.5=0.903>0.7,取αv=0.7
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=647.7mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=836.8mm2
所需锚筋总截面面积As=max(As1,As2)=836.8mm2
现配锚筋总截面面积As0=4πd2/4=1256.6mm2≥As满足!
(2)锚固长度计算
ft:砼轴心抗拉强度设计值,砼为C65,ft=2.09MPa
锚固长度la≥0.16dfy/ft=321mm
8、斜柱预埋件验算
Nmax=48.2kN、Mmax=0.3kN.m、Qmax=0.5kN
2∠90×6分力N=48.2×sin38.7=30.1kN,F=48.2×sin38.7+0.5=38.1kN、
计算依据:GB50010--200210.9
(1)锚筋总截面面积计算
fc:砼抗压强度设计值,砼为C40,fc=19.10MPa
fy:锚筋抗拉强度设计值,锚筋为HPB235,fy=210.00MPa
t:锚板厚度,t=16mm
d:锚筋直径,d=20mm
z:外层锚筋中心间距,z=300mm
αr:外层锚筋中心间距,锚筋分为两层,αr=1.00
αb:锚板的弯曲变形折减系数,αb=0.6+0.25t/d=0.800
αv:锚筋的受剪承载力系数,αv=(4.0-0.08d)(fc/fy)^0.5=0.724>0.7,取αv=0.7
As1=V/(αrαvfy)+N/(0.8αbfy)+M/(1.3αrαbfyz)=487.7mm2
As2=N/(0.8αbfy)+M/(0.4αrαbfyz)=238.8mm2
所需锚筋总截面面积As=max(As1,As2)=487.7mm2
现配锚筋总截面面积As0=4πd2/4=1256.6mm2≥As满足!
(2)锚固长度计算
ft:砼轴心抗拉强度设计值,砼为C40,ft=1.71MPa
锚固长度la≥0.16dfy/ft=392mm
另与竖向主钢筋焊接作为安全储备。
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