蓋梁抱箍法的施工設計計算書

...wd......wd......wd...蓋梁抱箍法施工設計計算書一、設計檢算說明1、計算原則〔1〕在滿足構造受力情況下考慮撓度變形控制?！?〕綜合考慮構造的安全性?！?〕采取比較符合實際的力學模型?！?〕盡量采用已有的構件和已經(jīng)使用過的支撐方法。2、貝雷架無相關數(shù)據(jù)，根據(jù)計算得出，無資料可附。3、對局部構造的不均布，不對稱性采用較大的均布荷載。4、本計算未扣除墩柱承擔的蓋梁砼重量。以做安全儲藏。5、抱箍加工完成實施前，必須先進展壓力試驗，變形滿足要求前方可使用。二、側(cè)模支撐計算1、荷載計算〔按最大蓋梁〕砼澆筑時的側(cè)壓力：Pm=Kγh式中：K---外加劑影響系數(shù)，取1.2；γ---砼容重，取26kN/m3；h---有效壓頭高度。砼澆筑速度v按0.3m/h，入模溫度按20℃考慮。則：v/T=0.3/20=0.015<0.035h=0.22+24.9v/T=0.22+24.9×0.015=0.6mPm=Kγh=1.2×26×0.6=19kPa砼振搗對模板產(chǎn)生的側(cè)壓力按4kPa考慮。則：Pm=19+4=23kPa蓋梁長度每延米上產(chǎn)生的側(cè)壓力按最不利情況考慮〔即砼澆筑至蓋梁頂時〕：P=Pm×〔H-h〕+Pm×h/2=23×2+23×0.6/2=53.9kN2、拉桿拉力驗算拉桿〔φ20圓鋼〕間距1.2m，1.2m范圍砼澆筑時的側(cè)壓力由上、下兩根拉桿承受。則有：σ=〔T1+T2〕/A=1.2P/2πr2=1.2×53.9/〔2π×0.012〕=102993kPa=103MPa<[σ]=160MPa(可)3、豎帶抗彎與撓度計算設豎帶兩端的拉桿為豎帶支點，豎帶為簡支梁，梁長l0=2.2m，砼側(cè)壓力按均布荷載q0考慮。豎帶[14b的彈性模量E=2.1×105MPa;慣性矩Ix=609.4cm4;抗彎模量Wx=87.1cm3 q0=23×1.2=27.6kN/m最大彎矩：Mmax=q0l02/8=27.6×2.72/8=25kN·mσ=Mmax/2Wx=25/(2×87.1×10-6)=143513≈144MPa<[σw]=160MPa(可)撓度：fmax=5q0l04/384×2×EIx=5×27.6×2.74/(384×2×2.1×108×609.4×10-8)=0.0075m≈[f]=l0/400=2.0/400=0.005m4、關于豎帶撓度的說明在進展蓋梁模板設計時已考慮砼澆時側(cè)向壓力的影響，側(cè)模支撐對蓋梁砼施工起穩(wěn)定與加強作用。為了確保在澆筑砼時變形控制在允許范圍，同時考慮一定的安全儲藏，在豎帶外設鋼管斜撐。鋼管斜撐兩端支撐在模板中上部與橫梁上。因此，豎帶的計算撓度雖略大于允許值，但實際上由于上述原因和措施，豎帶的實際撓度能滿足要求。三、橫梁計算采用間距0.4m工16型鋼作橫梁，橫梁長4.6m。在墩柱部位橫梁設計為特制鋼支架，該支架由工16型鋼制作，每個墩柱1個，每個支架由兩個小支架栓接而成。故共布設橫梁124個，特制鋼支架6個〔每個鋼支架用工16型鋼18m〕。蓋梁懸出端底模下設特制三角支架，每個重約8kN。1、荷載計算〔1〕蓋梁砼自重：G1=216.7m3×26kN/m3=5634.2kN〔2〕模板自重：G2=520kN(根據(jù)模板設計資料)〔3〕側(cè)模支撐自重：G3=96×0.168×2.9+10=57kN〔4〕三角支架自重：G4=8×2=16kN〔4〕施工荷載與其它荷載：G5=20kN橫梁上的總荷載：GH=G1+G2+G3+G4+G5=5634.2+520+57+16+20=6237.2kNqH=4431/26.4=126.8kN/m橫梁采用0.4m的工字鋼，則作用在單根橫梁上的荷載GH’=126.8×0.4=50.7kN作用在橫梁上的均布荷載為：qH’=GH’/lH=50.7/2.2=23kN/m(式中：lH為橫梁受荷段長度，為2.4m)2、橫梁抗彎與撓度驗算橫梁的彈性模量E=2.1×105MPa;慣性矩I=1127cm4;抗彎模量Wx=140.9cm3最大彎矩：Mmax=qH’lH2/8=28×2.42/8=20kN·mσ=Mmax/Wx=20/(140.9×10-6)=141945≈142MPa<[σw]=160MPa(可)最大撓度：fmax=5qH’lH4/384×EI=5×28×2.44/(384×2.1×108×1127×10-8)=0.0051m<[f]=l0/400=2.2/400=0.006m(可)四、縱梁計算縱梁采用單層四排，上、下加強型貝雷片〔標準貝雷片規(guī)格：3000cm×1500cm，加強弦桿高度10cm〕連接形成縱梁，長30m。1、荷載計算〔1〕橫梁自重：G6=4.6×0.205×56+3×18×0.205=64kN〔2〕貝雷梁自重：G7=〔2.7+0.8×2+1+2×3×0.205〕×40=237kN縱梁上的總荷載：GZ=G1+G2+G3+G4+G5+G6+G7=5634.2+520+57+16+20+64+237=6538kN縱梁所承受的荷載假定為均布荷載q：q=GZ/L=6538/49.26=133kN/m2、構造力學計算構造體系為一次超靜定構造，采用位移法計算?！?〕計算支座反力RC：第一步：解除C點約束，計算懸臂端均布荷載與中間段均布荷載情況下的彎矩與撓度第二步：計算C點支座反力RC作用下的彎矩與撓度第三步：由C點位移為零的條件計算支座反力RC由假定支座條件知:∑fc=0〔2〕計算支座反力RA、RB由靜力平衡方程解得〔3〕彎矩圖根據(jù)疊加原理，繪制均布荷載彎矩圖：〔4〕縱梁端最大位移 =-648q/EI (↓)4、縱梁構造強度驗算〔1〕根據(jù)以上力學計算得知，最大彎矩出現(xiàn)在A、B支座，代入q后MB=8.82q=8.82×133=1173kN·m〔2〕貝雷片的允許彎矩計算查《公路施工手冊橋涵》第923頁，單排單層貝雷桁片的允許彎矩[M0]為975kN·m。則四排單層的允許彎矩[M]=4×975×0.9=3510kN·m(上下加強型的貝雷梁的允許變矩應大于此計算值)故：MB=1173kN·m＜[M]=3510kN·m滿足強度要求5、縱梁撓度驗算〔1〕貝雷片剛度參數(shù)彈性模量：E=2.1×105MPa慣性矩：I=Ah×h/2=(25.48×2×4)×150×150/2=2293200cm4〔因無相關資料可查，進展推算得出〕〔2〕最大撓度發(fā)生在蓋梁最大橫向跨中部位fmax=648q/EI=648×133/(2.1×108×2293200×10-8)=0.018m[f]=L/2/400=20.82/2/400=0.026m由于fmax<[f]，計算撓度能滿足要求。五、抱箍計算〔一〕抱箍承載力計算1、荷載計算每個蓋梁按墩柱設三個抱箍體支承上部荷載，由上面的計算可知：支座反力RA=RB=[2(l+a)-8.31]q/2=[2(9+4.5)-8.31]×133/2=1672kNRC=8.31q=8.31×133=1105kN以最大值為抱箍體需承受的豎向壓力N進展計算，該值即為抱箍體需產(chǎn)生的摩擦力。2、抱箍受力計算〔1〕螺栓數(shù)目計算抱箍體需承受的豎向壓力N=1242kN抱箍所受的豎向壓力由M24的高強螺栓的抗剪力產(chǎn)生，查《路橋施工計算手冊》第426頁：M24螺栓的允許承載力：[NL]=Pμn/K式中：P---高強螺栓的預拉力，取225kN;μ---摩擦系數(shù)，取0.3；n---傳力接觸面數(shù)目，取1；K---安全系數(shù)，取1.7。則：[NL]=225×0.3×1/1.7=39.7kN螺栓數(shù)目m計算：m=N’/[NL]=1242/39.7=31.3≈32個，取計算截面上的螺栓數(shù)目m=32個。則每條高強螺栓提供的抗剪力：P′=N/44=1242/32=38.8KN≈[NL]=38.7kN故能承擔所要求的荷載。〔2〕螺栓軸向受拉計算砼與鋼之間設一層橡膠，按橡膠與鋼之間的摩擦系數(shù)取μ=0.3計算抱箍產(chǎn)生的壓力Pb=N/μ=1242kN/0.3=4140kN由高強螺栓承擔。則：N’=Pb=4140kN抱箍的壓力由32條M24的高強螺栓的拉力產(chǎn)生。即每條螺栓拉力為N1=Pb/44=4140kN/42=130kN<[S]=225kNσ=N〞/A=N′〔1-0.4m1/m〕/A式中：N′---軸心力m1---所有螺栓數(shù)目，?。?6個A---高強螺栓截面積，A=4.52cm2σ=N〞/A=Pb〔1-0.4m1/m〕/A=5573×(1-0.4×66/42)/66×4.52×10-4=117692kPa=118MPa＜[σ]=140MPa故高強螺栓滿足強度要求?！?〕求螺栓需要的力矩M1)由螺帽壓力產(chǎn)生的反力矩M1=u1N1×L1u1=0.15鋼與鋼之間的摩擦系數(shù)L1=0.015力臂M1=0.15×133×0.015=0.299KN.m2)M2為螺栓爬升角產(chǎn)生的反力矩,升角為10°M2=μ1×N′cos10°×L2+N′sin10°×L2[式中L2=0.011(L2為力臂)]=0.15×133×cos10°×0.011+133×sin10°×0.011=0.470(KN·m)M=M1+M2=0.299+0.470=0.769(KN·m)=76.9(kg·m)所以要求螺栓的扭緊力矩M≥77(kg·m)〔二〕抱箍體的應力計算：1、抱箍壁為受拉產(chǎn)生拉應力拉力P1=21N1=21×133=2793〔KN〕抱箍壁采用面板δ16mm的鋼板，抱箍高度為1.7