情久河大橋掛籃檢算書

1、情久河大橋掛籃檢算書一、設(shè)計依據(jù)1. 依據(jù)久永鐵路情久河大橋主橋設(shè)計圖。2. 參考宜萬鐵路26標(biāo)渡口河特大橋三角掛籃檢算資料。3. 參考滬昆鐵路太陽廟大橋三角掛籃檢算資料。4. 考慮了最大吊裝高度 120 米,起重能力 2 噸以內(nèi) ,盡量將結(jié)構(gòu)分解在 0# 塊上拼裝。二、工程概況情久河大橋主橋上部為 （52+96+52）m 連續(xù)剛構(gòu)三向預(yù)應(yīng)力砼連續(xù)箱梁。 梁體為單箱單室、變高度、變截面箱梁，梁體全長201.4m,中跨中部10m梁段和邊跨9.7m梁段為等高梁段，梁高3.6m;中墩處梁高為6.8m，其余梁段 梁底下緣按二次拋物線 Y=3.6+X2/480.2m變化。箱梁頂板寬7.0m,箱寬4.5m

2、。 全橋頂板厚3540cm,邊跨端塊處頂板厚由35cm漸變至60cm;底板厚44 90cm按拋物線變化，邊跨端塊處底板厚由44cm漸變至80cm;腹板厚為35 70cm，邊跨端塊處腹板厚由35cm漸變?yōu)?0cm。梁體在端部、支墩處共設(shè) 6 道橫隔板，全橋共分為51梁段，中支點0號段長度12m, 一般梁段長度分別 為3.0m、3.5m、4.0m,合攏段長2.0m，邊跨現(xiàn)澆段長3.7m,最大懸臂澆筑塊 重 1205.8KN。三、設(shè)計參數(shù)1、 2#段最重（1205.8KN）為最不利工況（梁段長 3.5m）。2、混凝土超重系數(shù)取： K1=1.05。3、砼沖擊力和其它不利因素系數(shù)： K2=1.24、鋼筋

3、混凝土容重?。篜=26.5KN/m3。5、施工荷載?。?.5KN/m2。6、鋼材彈性模量：2.lxiO5MPa。7、 桿件承擔(dān)混凝土重的彈性撓度取構(gòu)件跨度的1/400,即丄二丄IL I4008桿件承擔(dān)掛籃自重的彈性撓度取構(gòu)件跨度的1/250，即丄二丄IL I2509、應(yīng)力取值：5 =170MPa o=140MPa T=85Mpa2#段前后結(jié)構(gòu)示意圖（單位：cm）2#段各部位砼重量:部位長度（m厚（高）度寬度（m體積（m）重量一節(jié)梁段備注后（m前（mKNKN底板3.50.710.6583.17.4214196.6671196.6671倒角3.50.400.20.28007.42007.4200腹

4、板3.56.032:5.5620.714.2027376.3702 :752.7405r 一側(cè):翼緣板3.50.6250.6251.25 :2.132856.5192113.0384一側(cè)3.50.350.351.25頂板3.50.5890.4010.61.039527.546855.0935:一側(cè)3.5 :0.401r 0.420.95 11.364936.169972.3397r -側(cè)合計45.0590700.69311197.2992四、三角掛籃結(jié)構(gòu)桿件檢算4.1底板縱梁底板縱梁荷載組合底板模型重Q1=4.5X5.1 >.1=25.245KN縱梁22根自重Q2=43.4>7 刈

5、.8X0.001 疋2=65.5KN砼重量Q3=P2 怎+ P 1=376.3702X2 + 196.6671=949.41KN人均荷載Q4=2Xl.5X5.1=45.9KN腹板下底?？v梁（2組一3工28a）腹板下底?？v梁由兩組三拼工28a鋼組成。腹板下底?？v梁承載腹板 底模型重量，腹板砼重，人均荷載及縱梁自重。底板模型重：q1=25.245網(wǎng).5 >0.7=3.927 KN底板所受腹板砼重：q2=376.37 KN底板縱梁人均荷載：q3=45.9網(wǎng).5 ».7=7.14 KN縱梁自重:q4=43.4 X79.8 ».0Q1 >6= 17.862 KNq=(25

6、.245詔.5 ><0.7+2.977 >6+376.37+45.9 詔.5 >0.7) £.5二(3.927+17.862+376.37+7.14 )£.5=115.8KN/m計算簡圖如下：后端前端q= 115.8KN /m 亍！ I “； I f ! fA十B根據(jù)刀M b=0Ra=(115.8X3.5 >1.75+1.2)帖.7=209.76KN根據(jù)刀F v=0Rb=115.8X3.5- Ra =195.54KN剪力圖2Mmax=115.4> 1.811 -2-209.76 > 2.81 仁-400.4KN mBW=508 X3

7、>2=3048cm 3E=2.1 XO5 MPa1=7110 X3X2=42660cm 4EI=89586KNMomax=M max/W=400.4KN/3048=131.36MPa< 8 =170MPa2 2f max =(qb2|2/ (48EI)x(1.5-b2/l2)+ (q (b-a) 4)/ (384EI)q=115.8KN/m a=1m b=3.5ml=5.7mf max =(115.8 X() 2/48) X (1.5-3.5 2/5.72) +(115.8 X 0.5-1 ) 4)/384)/EI=0.0122m=12.2mmf max /l=0.0122/5.7

8、=1/467v 1/400腹板下底?？v梁（2組）一3工28alabcqEIW5.713.51.2115.889586P 3048Ra=209.76Rb=195.54x=1.8x+a=r 2.8Mmax=-400.4KNMer max=131.36Mpafmax =0.0122mfmax/l=1/467.2底板下底?？v梁（5組）一2工28a底板下底模縱梁由五組雙拼工 28a鋼組成。底板下底?？v梁由五組雙拼工28a鋼組成。底板下底?？v梁承載底板底模型重量，底板砼重，人均 荷載及縱梁自重。計算方法同腹板下底?？v梁。底板模型重：q1=25.245 詔.5 X3.仁 17.391 KN底板所受腹板砼重：

9、q2=196.6671 KN底板縱梁人均荷載：q3=45.9詔.5 X3.仁31.62 KN縱梁自重:q4=43.4 X7 刈.8 >0.001 X10=29.77 KNq= (qi+ q2+ q3+ 中)七.5=78.7 KN/mlabcqElW5.713.51.286.59149310P 5080Ra=156.85Rb=146.215x=1.8x+a=2.8Mmax=:-298.9KNM(T max=58.84Mpafmax =0.00546mfmax/l=1/1043.964.2 前下橫梁(2【36c, L=7.5m)W=746 X2=1492cm3E=2.1 X05 MPa1=1

10、3430 X2=26860cm 4前下橫梁承重荷載由底?？v梁前端和自身重量傳遞而來，荷載分別為底 板處、腹板處底模縱梁支反力，由前底?？v梁計算知：單根腹板底縱梁傳遞荷載為 N仁195.5KN單根底板底縱梁傳遞荷載為N2=146.215KN前下橫梁自重：q=1.2X59.1 X2 X0=1.418KN/M .計算簡圖如下：N1 N1 N2 N2 N2 N2 N2 N1 N1:pl.-HSI .K/r-r SfJ>1j.亠一-J 嚴(yán)!ZZEIT1TZ-?A-E： =:7aUtv=-LzjdJ由Etool軟件計算得:結(jié)構(gòu)、荷載簡圖4-麥形(nan)T 彎拒f翦力(kN)1 Lr_1支反力 Ra

11、 =149.8KN ,Rb=243.3KN ,Rc=220.5KNMmax =79KN m , Qmax=243.3KN , fmax=0.1mm (x=0)cmax二Mmax/W=79KN/1492=52.95MPav S =170MPaf max /l=0.0001/1.2=1/12000V1400(滿足)根據(jù)底縱梁支座反力分析，前下橫梁分擔(dān)的荷載沒有后下橫梁大，故空載滑移時只檢算后下橫梁，若后下橫梁滿足要求，則前下橫梁也滿足要求。4.3 后下橫梁（2【36a, L=8.6m）W=660 X2=1320cm 3E=2.1 X105 MPal=11870X2=23740cm 4后下橫梁承重荷

12、載由底?？v梁后端傳遞而來。澆注砼時后下橫梁承擔(dān)底模縱梁的支反力和自身重量。荷載分別為底板處、 腹板處底模縱梁支反力。由前面底模縱梁計算知：單根腹板底縱梁傳遞荷載為：N1=209.76KN單根底板底縱梁傳遞荷載為：N2=156.85KN后下橫梁自重：q=1.2>53.4 X2X10=1.2816KN/M .計算簡圖如下：由Etool軟件計算得:結(jié)構(gòu)、荷載簡閣變電(nrni) f 彎矩(kN .in)聖力(kN) U支反力 Ra =121.6KN ,Rb=122.9KN ,Rc=341.4KNMmax =128.2KN m ,Qmax=342.4KN ,fmax=0.1mmofnax=M m

13、ax/W=128.2KN/1320=97.1MPa< S =170MPaf max /l=0.0001/0.3=1/30000v -(滿足)ILl 400空載走行時空載走行時承擔(dān)的荷載：(計算長度8m)單側(cè)腹板縱梁自重：g1=1.2M3.4 5.1 X10 >6=16KN底模板自重：g2=1.2>4.5 5.1 >.1=30.3KN底板縱梁自重：g3=1.2>43.4 X5.1 >0 >10=26.6KN橫梁自重：g4=1.2X53.4 X8.6 X0 X2=11KN為便于計算把以上荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載：橫梁自重均布荷載為：q=1.2816KN/M .腹

14、板處橫梁所受均部荷載為：qi = - + 26.L+1.28=15.7KN/M ;0.7 24.5 2底板處橫梁所受均部荷載為：30.326.6 彳 cc rq2=+1.28=9.1KN/M ;M 3.1 24.5 2'走行時，中間兩吊點放松，只有兩邊吊點受力，可視為兩端簡支的簡支梁，受力簡圖如下：由Etool軟件計算得:=UJJJJJLUL1iJJLLnJJJuSr結(jié)構(gòu)、陸羲簡團(tuán)4變刑(mm)艇(kN*)f密力(kN)支反力 Ra =Rb=30.2KN ,Mmax =78.8KN m ,Qmax=30.2KN ,fmax=0.1mmomax二Mmax/W=78.8KN/1320=59

15、.7MPav S =170MPaf max /I=0.0001/8=1/80000v -(滿足)ILl 4004.4 側(cè)?；海?【36a, L=9.5m）W=660 X2=1320cm 3E=2.1X1O5 MPal=11870X2=23740cm 4單位重：q=47.8XlO X2=0.956KN/M澆注砼時（計算長度為5.7m）外滑梁承擔(dān)翼緣板砼的重量、側(cè)面模板和自身重量，通過吊桿傳遞 至前上橫梁和砼頂面。砼重：g1=1.2 X56.52=67.814KN外側(cè)模重：g2=1.2疋7.5=33KN滑梁自重：g3=1.2X）.956 X9.5=10.9KN施工荷載：g4=1.2X2.5 X1

16、.5 X3.5=15.75KN 2.5KN/m2計側(cè)?；核芎奢d總重：g=127.46KN為計算方便，假定荷載在3.5m均勻分布，貝卩：12746q=127.46 + 10.9=47.3KN/M ;3.5計算簡圖如下：后端_q=47.3KN/m止由Etool軟件計算得:丄 凰 tllllli lUlll J X nLLLi nLLi結(jié)構(gòu)"荷載簡團(tuán)支反力 Ra =116.7KN,Rb=110.9KN ,M max =207.4KN m , Qmax=116.7KN, fmax=0.1mm(x=2.75m)omax二Mmax/W=207.4KN/1320=157.1MPav 8 =17

17、0MPaf max /l=0.0001/5.7=1/57000v -(滿足)IL I 400掛籃走行時（計算長度為8.8m）外滑梁承擔(dān)側(cè)面模板和自身重量，通過吊桿傳遞至前上橫梁和砼頂 面，此時砼重量不計，荷載均由側(cè)?；撼袚?dān):為計算方便，假定荷載在5.1m均勻分布，則:q=33 12.25.1=8.86KN/M后下橫梁外側(cè)吊桿傳遞的集中力 P=30.2KNa、掛籃開始滑移時（計算長度為5.4m）：作用圖示如下：后端前端A£' 1111 ,11 1由Etool軟件計算得:結(jié)構(gòu)、荷載簡閤和變形(mm)'、音矩(kN.m)舸力(曲)支反力 Ra =55.1KN,Rb=26.

18、9KN ,M max =38.1KN m , Qmax=55.1KN , fmax=0.4mm（x=2.75m）帀ax二Mmax/W=38.1KN/1320=28.9MPa< S =170MPaf max /l=0.0004/5.4=1/13500v f 二盤（滿足）b、掛籃滑至最大位置時（計算長度為8.8m）:作用圖示如下：由同濟(jì)啟明星Etool V2.0軟件計算得:& 込結(jié)閤、荷載簡圖V變形(mm) 彎規(guī)kN .in)J ：聖力（啊支反力 Ra =37.2KN,Rb=49KN ,Mmax =123.2KN m , Qmax=49KN , fmax=3.2mm(x=4.4m)o

19、max=Mmax/W=123.2KN/1320=93.3MPa< S =170MPafmax /l=°.°032/8.8=1/2750< J =50(滿足)4.5 內(nèi)?；海?I28a）內(nèi)?；哼x用2I28a工字鋼,W=508 X2=1016cm 3E=2.1X1O5 MPal=7110X2=14220cm 4單位重：q=43.4XlO X2X）.001=0.868KN/M重載時（計算長度為5.7m）內(nèi)滑梁承擔(dān)頂板砼的重量、內(nèi)模模板和自身重量，通過吊桿傳遞 至前上橫梁和砼頂面。頂板砼重：內(nèi)模桁架自重:施工荷載：內(nèi)模頂板重：滑梁自重：g1 = 1.2 X 27.5

20、468+36.1699 ）X2=152.9KNg2=1.2 X9=10.8KNg3=1.2 X5.1 X3.1 X2.5=47.43KN 2.5KN/m2 計g4=1.2X5.1 X3.1 X0.06 X0=11.4KN（按 60kg/m2 計）g5=1.2 X9.5 X0.868 X2=19.8KN根據(jù)以上荷載轉(zhuǎn)換為單根滑梁所受均布荷載為：q= g1 g2 g3 g4 g5 =34.62KN/M ;3.5 漢 2后端前端由同濟(jì)啟明星Etool V2.0軟件計算得:計算簡圖如下：4變形(nun)f弩矩(kKm)f勢力(kN)前端由同濟(jì)啟明星Etool V2.0軟件計算得:結(jié)構(gòu)、荷載簡圖舸力(k

21、N)支反力 Ra =9.5KN,Rb=16.1KN ,M max =31.5KN m , Qmax=16.1KN , fmax=0.1mm(x=4.6m) oFnax=Mmax/W=31.5KN/1016=31MPa< 8 =170MPaf max /l=0.0001/8.8=1/88000v -(滿足)ILl2504.6 前上橫梁(2【40a, L=8m)W=879 X2=1758cm 3E=2.1X105 MPa1=17580 X2=35160cm 4單位重：q=58.9Xl0 X2X）.001 = 1.178KN/M前上橫梁所受荷載由前吊桿、側(cè)?；旱鯒U及內(nèi)模滑梁吊桿傳遞而 來，根

22、據(jù)前面的計算得：N1 = 117.5KN（側(cè)模滑梁吊桿），N2=60.9KN（內(nèi)模滑梁吊桿）N3=149.8KN,N4=243.3KN,N5=220.5KN（前下橫梁吊桿）計算簡圖如下：N5N5N1N3N4N2148kN2I iCTEN4N3N1 *|f11 11 rfl廠AB由同濟(jì)啟明星Etool V2.0軟件計算得:聲°官結(jié)構(gòu)、荷載簡圉4變形(mu)棗矩(kN.m)'翦力QsN)Jri1支反力 Ra =Rb=526.8KN ,M max =262.1KN m , Qmax=526.8KN , fmax=0.1mm(x=4m)0Fnax=Mmax/W=262.1 KN/17

23、58=149.1MPa<習(xí)=170MPa400（滿足）max /l=0.0001/3.6=1/36000v f 二4.7 主梁(2 工 45a, L=9.84m)Mmax=526.8 >0.64=337.152KN mW=2< 1430=2860 cm3I=32240 X2=64480cm 4EI=135408KNMcmax=M max/W=337.152KN/2860=117.9MPa < S =170MPaf max =PL33)/ (3 X135408 )=0.34mmtP/A=5268/ (102 x 2) =25.8MPa<85MPa=r 滿足要求。4.8 斜拉(22a,L=6.1m)EA =2.1 X105 X31.8 X2 X1O-4=1335.6MNcmax二P/A=803KN/ (31.8X0 X2) =126.3MPa< S =170MPa f max =PL/ EA =(803X5.1)/1335.6 =3.7mm4.9立柱【】36a, L=4m)EA =2.1 X105 X60.91 X2X0-4=2558.22MNI=2 X1870=23740cm 4