梅溪湖桥梁支架贝雷架检算报告.doc

梅溪湖路跨龙王港河桥支架检算报告中南大学土木工程检测中心二一一 年 四 月梅溪湖路跨龙王港河桥支架检算报告工程名称： 梅溪湖路跨龙王港河道路桥梁工程委托单位： 湖南望新建设集团股份有限公司检算单位： 中南大学土木工程检测中心检算人员：报告编写：报告审核：报告批准：中南大学土木工程检测中心二一一 年 四 月目 录第1章 概述11.1 工程概况11.2 检算依据11.3 检算内容和方法11.4 主要检算结论2第2章 支架检算42.1 基本资料42.2 荷载计算42.3 计算模型52.3.1 模型建立52.3.2 边界条件52.3.3 荷载52.4 竹胶板检算72.4.1 强度检算72.4.2 刚度检算72.5 方木检算92.5.1 强度检算92.5.2 刚度检算92.6 扣件式支架检算102.6.1 强度检算102.6.2 刚度检算102.6.3 稳定性检算132.7 贝雷梁检算142.7.1 强度检算162.7.2 刚度检算182.7.3 稳定性检算192.8 地基验算20i中南大学土木工程检测中心报告编号（No.）：GLS11-4-10-05第1章 概述1.1 工程概况梅溪湖路跨龙王港河连续箱梁桥，起止桩号K0+876.169K1+32.693，全长162.75m，桥面总宽38.0m，按完全独立的左右两幅设计，桥宽均为19米，中间设2米宽的中央分隔带。人行道4.5m，非机动车道3.25m，机动车道11.25m。桥跨采用（45+48+43.75+26）m和（26+43.75+46.39+42）m四跨一联预应力混凝土连续箱梁。下部结构桥墩采用圆柱式桥墩，桥台为轻型台，均按嵌岩桩设计。跨龙王港河道部分采用钢管、贝雷梁组合式支架现浇法施工，其余部分均采用满堂支架法施工。1.2 检算依据（1）相关图纸和计算文件（2）中华人民共和国行业标准建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范（JGJ130-2001）（3）中华人民共和国国家标准混凝土结构设计规范（GB 50010-2002）（4）中华人民共和国国家标准建筑地基基础设计规范（GB 50007-2002）1.3 检算内容和方法本支架主要检算内容如下：（1） 对竹胶板进行强度、刚度检算；（2） 对方木进行强度、刚度检算；（3） 对扣件式支架进行强度、刚度及稳定性分析和检算；（4） 对贝雷桁架进行强度、刚度及稳定性分析和检算；（5） 对2I50a工字钢进行强度、刚度检算；（6） 对钢管桩进行强度、刚度检算；（7） 对地基承载力进行检算；根据规范规定，模板、支架和脚手架属于临时结构，其强度设计采用容许应力法。对本支架的检算采用大型通用有限元软件ANSYS11.0。支架体系所用的钢管规格及力学性能见表1-1，支架体系所用的方木规格及力学性能见表1-2，支架体系所用的竹胶合板规格及力学性能见表1-3，模板、钢筋、混凝土自重标准值及荷载分项系数如表1-4所示。表1-1 Q235钢管规格及力学性能规 格截面积mm2重 量N/m弹性模量惯性矩抵抗矩回转半径强 度备 注EIXWifN/mm2cm4cm3cmN/mm248×3.548938.42.06×10512.195.081.58205标准管48×2.839721.010.24.251.60非标管表1-2 方木规格及力学性能木材品种弹性模量EN/mm2抗弯强度FmN/mm2抗剪强度FvN/mm2惯性矩Ix mm4抵抗性W mm3Bh=60×80Bh=60×80级杉木900011.01.202.56×1066.4×104表1-3 方木规格及力学性能品 种弹性模量EN/mm2抗弯强度Fm N/mm2 1000×15胶合板（按14mm厚计算）惯矩性 Ix mm4抵抗矩 WMm3竹胶合板 989813 2.29×105 3.27×104表1-4 自重标准值及荷载分项系数序 号构 件 名 称自重标准值荷载分项系数1模板及小楞G1K0.5 KN/m21.22新浇混凝土自重G2K25 KN/m31.23施工人员及设备荷载Q1K2.0 KN/m21.44振捣混凝土产生的荷载Q2K 3 KN/m21.41.4 主要检算结论（1）强度：经检算，本支架竹胶板最大主拉应力为0.653MPa，方木的最大主拉应力为2.55MPa，扣件式支架最大等效应力为63.3MPa，贝雷梁最大等效应力为28.3MPa，2I50a工字钢最大等效应力为89.6MPa，钢管桩最大等效应力为78.2MPa。（2）刚度：经检算，本支架竹胶板最大竖向位移为2.5mm，方木的最大竖向位移为2.5mm，扣件式支架最大竖向位移为2.5mm，贝雷梁最大竖向位移为9.1mm。（3）稳定性：经检算，边跨扣件式支架体系的稳定性系数为6.071，跨河道组合式支架体系的稳定性系数为13.437。（4）地基承载力：立杆底端地基的最大平均压力为154kPa。可见该支架体系满足强度、刚度、稳定性及地基承载力四方面的要求。第2章 支架检算2.1 基本资料支架所用钢管规格为48×2.8mm，钢管采用Q235钢材，其抗拉、抗压和抗弯强度设计值为205MPa，弹性模量为2.06×105MPa。支架立杆纵距为70cm，立杆横距70cm，横杆步距按1.2m设置。钢管顶部设可调顶托，顶托内设横向方木（级杉木），截面尺寸为8×10cm，在横向方木上布置纵向方木（级杉木），截面尺寸为6×8cm。底模面板采用15mm竹胶合板，侧模采用定型钢模。河道内支承基础采用C30砼条形基础，钢管桩直径60cm，壁厚10cm，采用120mm槽钢斜撑水平焊接固定。钢管桩底、顶部采用20mm厚钢板作垫板。钢管桩横向间距5m，纵向间距10m，横向布置7根钢管桩，纵向6排。顶部由2排50型工字钢焊接一体搭设横梁，贝雷架安装在工字钢横梁上。贝雷架纵向搭设长度70m，纵向翼板施工便道搭设间距90cm，腹板搭设间距45cm布置，整体上下采用120mm槽钢连接固定。底模、顶模分配梁采用10cm×8cm杉木方组成，横向间距20cm，模板采用竹胶板、翼模板采用定型钢模，翼模板下支架采用钢扣件满堂支架固定在贝雷架上，立杆横向、纵向均按70cm布置搭设。2.2 荷载计算全桥由两幅箱梁组成，此处取一幅箱梁计算。重力加速度取10m/s2，恒载分项系数取1.2，活载分项系数取1.4。底模板、方木及支架自重可由程序自动计算得出。此处考虑支架自重以外的荷载。图2-1为单幅箱梁截面示意图，截面面积为13.299m2。其中单边翼板部分面积为1.1025m2，荷载分布宽度为3.5m，顶板、底板及腹板面积为12.906m2，荷载分布宽度为12.17m，箱梁全截面面积为16.8744m2。荷载计算如下：（1） 模板荷载为q1=0.5KN/m2（2） 翼板下方模板荷载为q2-1=1. 1025×25/3.5=7.875KN/m2（3） 底板下方模板荷载为q2-2=12.906×25/12.17=26.512KN/m2（4） 施工人员及施工机械运输或堆放荷载为q3=2KN/m2（5） 振捣混凝土时产生的竖向荷载为q4=3KN/m2图2-1箱梁截面示意图2.3 计算模型2.3.1 模型建立在ANSYS计算模型中，同时建立竹胶板、方木、扣件式支架及工字钢的模型。采用BEAM188单元模拟立杆，用BEAM4单元模拟方木，用LINK8单元模拟横杆，用SHELL63单元模拟竹胶板。整个支架体系共计单元17039个，节点7440个。2.3.2 边界条件（1） 约束立杆底部的所有线位移自由度；（2） 约束钢管桩底部的所有线位移自由度；（3） 耦合钢管桩顶部与I50a工字钢的所有线位移及扭转角位移自由度；（4） 耦合I50a工字钢与贝雷梁接触点的所有线位移自由度；（5） 耦合贝雷梁与分配梁接触点的所有线位移自由度；（6） 耦合分配梁与扣件式支架立杆底端的所有线位移自由度；（7） 耦合扣件式支架立杆顶端与方木接触点的竖向位移自由度。2.3.3 荷载每根立杆所受荷载由模板及方木自重、混凝土自重、活荷载三部分组成。这些荷载全部直接以面荷载的形式施加在竹胶板上，底板下方的竹胶板面荷载为：（1） 翼板下方荷载为：f1=1.2×（q2-1+q1）+1.4×（q3+q4）=17.05KN/m2；（2） 底板下方荷载为：f2=1.2×（q2-2+q1）+1.4×（q3+q4）=39.388KN/m2；梅溪湖路跨龙王港河桥支架体系荷载及边界约束情况如图2-2及图2-3所示。图2-2支架体系有限元模型及边界条件（侧立面）图2-3支架体系有限元模型（横立面）2.4 竹胶板检算2.4.1 强度检算计算得到的最大层间剪应力为0.16MPa，最大主拉应力为0.65MPa，小于竹胶板弯曲强度f=60MPa，故竹胶板强度满足要求。竹胶板最大层间剪应力云图如图2-4所示，竹胶板主拉应力云图如图2-5所示。2.4.2 刚度检算计算所得最大竖向位移为2.5mm，如图2-6所示。从图中可以看出最大竖向位移及其发生的位置（最大竖向位移为图中标注MN处）。注意图中变形为放大100倍之后的效果。图2-4竹胶板层间剪应力云图图2-5竹胶板主拉应力云图图2-6竹胶板竖向位移云图2.5 方木检算2.5.1 强度检算计算得到的主拉应力为2.55MPa，方木强度满足要求。最大主拉应力发生在边跨跨中上方的纵向方木。其他位置方木的应力很小，接近0.283MPa。图2-7显示了最大主拉应力云图，从图中可以看出最大主拉应力为的位置和大小（最大主拉应力为图中标注MX处）。2.5.2 刚度检算计算所得最大竖向位移为2.5mm，如图2-8所示。从图中可以看出最大竖向位移及其发生的位置（最大竖向位移为图中标注MN处）。注意图中变形均为放大100倍之后的效果。图2-7方木主拉应力云图图2-8方木竖向位移云图2.6 扣件式支架检算2.6.1 强度检算计算得到的最大Von Mises等效应力为63.3MPa，小于205MPa，扣件式支架强度满足要求。最大等效应力发生在边跨跨中、横向中部位置的立杆。横杆的应力很小，接近7.05MPa。图2-9显示了Von Mises等效应力云图，从图中可以看出最大等效应力发生的位置，等效应力最大的立杆及剪刀撑杆如图2-10所示。从图2-10可以看出最大Von Mises等效应力为63.3MPa。2.6.2 刚度检算计算所得最大竖向位移为2.5mm，如图2-11至图2-13所示。从图中可以看出最大竖向位移及其发生的位置（最大竖向位移为图中标注MN处）。注意图中变形均为放大100倍之后的效果。图2-9扣件式支架等效应力云图图2-10等效应力最大的立杆图2-11支架体系竖向位移云图图2-12扣件式支架竖向位移云图图2-13扣件式支架最大竖向位移所在横断面2.6.3 稳定性检算计算得到第一阶失稳状态的变形如图2-14所示，临界失稳荷载乘子为6.071。因此，该支架的稳定性系数为n=6.071。故支架稳定性满足要求。从图2-14可以看出，支架体系的第一阶失稳为横桥向平面外弯曲。图2-14扣件式支架第一阶失稳模态（横立面）2.7 贝雷梁检算贝雷梁的上、下弦杆和加强弦杆均为2根10#槽钢（背靠背），竖杆和斜杆为8#工字钢，一榀贝雷梁的两片之间采用支撑架联接，支撑架由40×40×4、63×63×6和100×63×8三种型号的角钢联接而成。一榀3m长的贝雷梁有限元模型如图2-15所示。采用大型有限元分析软件ANSYS11.0建立贝雷架模型。贝雷梁是16Mn钢，2I50a工字钢横梁和钢管柱的材料属性都是A3钢。弹性模量取2.1×1011Pa，泊松比取0.3，密度取7850Kg/m3。采用BEAM188单元模拟贝雷梁杆件、工字钢及钢管桩。共计生成梁单元32068个，节点52284个。根据2.1节的计算，贝雷架上总荷载设计值为F=1.2×（q1+q2）+1.4×（q3+q4）=1.2×(0.5×19+16.8744×25)+ 1.4×5×19=650.6kN/m在贝雷梁上缘的节点加载，共计加载节点8440个，于是每一个贝雷梁加载节点的荷载为：f=F/N=650.6×50/8440=3.854KN贝雷架有限元模型如图2-16所示。图2-15 3m贝雷梁有限元模型图2-16贝雷架有限元模型2.7.1 强度检算贝雷梁在荷载作用下的Von Mises应力云图如图2-17所示，最大Von Mises应力为28.3MPa<235MPa，贝雷梁强度满足要求。贝雷梁下工字钢的等效应力云图如图2-18所示，最大等效应力为89.6MPa，工字钢强度满足要求。工字钢下钢管桩的等效应力云图如图2-19所示，最大等效应力为78.2MPa，钢管桩的强度满足要求。图2-17贝雷梁等效应力图2-18 2I50a工字钢等效应力图2-19 钢管桩等效应力2.7.2 刚度检算贝雷梁在荷载作用下的竖向位移如图2-20所示，最大竖向位移为f1=9.1mm。考虑到贝雷片之间采用销钉连接，故考虑非弹性挠度f2，计算过程如下：（n为奇数时）（n为偶数时）式中为单跨最大（10m）贝雷梁所含贝雷片数目，即=10m/3m=3。故贝雷梁刚度满足要求。注意图中变形为放大100倍后的效果。图2-20贝雷梁竖向位移图2-21 工字钢及钢管桩竖向位移云图2.7.3 稳定性检算在贝雷梁的所有加载受力面节点施加了竖向集中力1000N，计算得到第一阶失稳状态的变形如图2-22所示，临界失稳荷载乘子为40.645。从图中可以看出，失稳的变形为贝雷梁的平面外失稳。根据上述加载的情况，得临界失稳荷载：fcr=40.645×1=40.645KN作用在节点的实际荷载为f=F/N=650.6×50/8440=3.854KN因此，该支架的稳定性安全系数为：1.5故贝雷架稳定性满足要求。图2-22贝雷架第一阶失稳模态（轴测）2.8 地基验算支模架地基经夯实后，铺500mm厚砾石基础，再铺200mm厚混凝土层，作为支模架基础。根据有限元的计算，立杆底端最大竖向反力为Fl=23.487kN。脚手架地基承载力调整系数取0.6，考虑20cm厚混凝土硬化层的45度扩散角，地基受力面积为A=3.14×（0.048+2×0.2）2/4=0.1576m2Pz=（ Fl+G）/ A =(23.487+25×0.1576×0.2)/ 0.1576= 154kPa现地基承载力150kPa，与154 kPa相对差小于5%，故地基承载力满足要求。20