0#段托架方案及验算

1、一、托架方案*连续梁40+64+40m 0锻长9m, 83#墩高15m 84#墩高14m 0#块托架 采用桥墩每侧布置 2 榀三角托架，杆件均由 240b 的槽钢组成，托架上部设 横向分配梁 2I45a ，横梁上方设分配纵梁 I32a, 上设纵、横向方木、底模、侧 模等。纵向方木间距30cm横向方木间距30cm梁体重量通过底模、纵横方 木传递给分配纵梁，然后由分配纵梁传递给横梁，再由横梁传递给托架。托架安装完成后应进行预压，预压荷载为浇筑混凝土重量的 1.2 倍，以 检验结构的承载能力和安全性，消除非弹性变形，并获得结构的荷载 - 变形曲 线，为立模提供依据。钢材焊接满足施工规范要求，焊缝高度

2、不小于所焊接钢板的厚度。 托架支点处预埋钢板与墩身主筋连接。预埋钢板采用 2厘米厚钢板，锚固钢筋直径 20毫米,锚固长度不小于 80 厘米。支架所使用的材料应为满足国家相关标准和规范的材料，材料等级 : 托架 销轴直径为u 95mm材质为45号铸钢，其他除标注外，均为 Q235钢材。托架等预压试验进行完毕后，应对所有焊接部位进行检查，对有裂缝的 焊缝进行补焊或加强。二、托架验算详见附件： 0#块现浇托架强度计算 。三、托架预压支撑体系安装完成进行加载预压，预压荷载为梁体砼重量的120%，按实际荷载分布加载，加载预压主要消除支撑体系非弹性变形，以及支撑结构的弹性变形量。0#段梁体混凝土 117.

3、57立方米，作用于支架上梁体重量为182.88吨,即预压荷载为：182.88*1.2=219.46 吨。1S 1匚11变形观测点布置图荷载分布按下图布置:加载顺序为：0#块两端以及两侧腹板对称加载，第一次加载 60%第二次 加载100%第三次加载至120%各级加载后静停1h测量竖向及横向变形值。 第一次加载完成后进行变形观测，并做好记录；然后进行第二次加载，完成 后进行第二次变形观测，做好记录；第三次加载完成后每12小时进行一次观测，预压时间以连续两天日沉降量12mm/d为卸载依据。卸荷载时要分层、对称进行，防止偏载，造成失稳破坏。附件1：o#块托架计算书1.1 设计依据：1、无砟轨道40+6

4、4+40m现浇预应力混凝土连续梁设计图2、钢结构设计手册3、铁路桥涵设计规范4、铁路桥涵施工规范1.2 0#块托架验算3Q00#块跨端0#块跨端桥纵向荷载分段区域图力学假设0#块梁体跨端荷载全部由托架承受，0#块梁体跨中荷载全部由支座及临时性 混凝土垫块承受。桥横向荷载分段区域图1.2.1托架纵梁验算荷载取值：(1) 钢筋混凝土容重q砼=26KN/ m3(2) 模板荷载 q2= 1030KN/m(3) 施工人员及机械荷载q3=2.0KN/mf (施工中要严格控制其荷载量)。(4) 混凝土振捣荷载qp 2.5KN/m(一) 断面翼缘板位置(图示部分I)，最大分布荷载： 混凝土自重qi：qi= 1

5、.2 X( 0.2+0.6 ) /2 X 1.7 X 26=21.22KN/m模板自重：q2= 1.2 X 10X 1.7=20.4KN/m施工人员及机械荷载 q3=1.4 X 2.0 X 1.7 = 4.76 KN/m混凝土振捣荷载 q4=1.4 X 2.5 X 1.7 = 5.96KN/m纵梁由3根132a工字钢承担，工字钢自重：q5= 0.527 X 3= 1.581 KN/m合计：q = 21.22 + 20.4 + 4.76 + 5.96+1.581 = 53.921KN/m惯讎11nnA4 484642000012524332421000IeffLmmA41 3324210C0rn

6、m160始系fit8,0-187N/mA?J235EN/m,?210000姗S235JRfAftASILmnl0,814655駅驟MbltNnl60661.馱髓S2Cmn0馱驟Mlo2ENn0勤比应力Res.9,19 /馱駆Sres时0.814655馱驟MbresNn60661.46031l：8088(T =M/W=29.197Mp 160Mpa0后=80.88KN Q 前=80.88KNt = (Qx Sx) /(lx x t)=(80.88 x 103) /(0.275 x 0.0095 x 3)/1000000=10.32Mpa v 80Mpa最大变形量Smax=0.81mm(二) 断面

7、腹板位置(图示部分U)，最大分布荷载：箱梁梁段两端高度分别为5.0m和4.527m,腹板下纵梁共有3条I32a工字钢承受，间 距为0.30m,腹板厚0.8m，则底纵梁承受混凝土线荷载为：混凝土自重qi：后端 q 11=0.8 x 5.0 x 26x 1.2=124.80KN/m前端 q 12=0.8 x 4.527 x 26x 1.2=112.99KN/m模板自重：q2= 1.2 x 25x 0.8=24.0KN/m施工人员及机械荷载 q3=1.4 x 2.0 x 0.8 = 2.24 KN/m混凝土振捣荷载 q4=1.4 x 2.5 x 0.8 = 2.8KN/m纵梁由3根I32a工字钢承担

8、，工字钢自重：q5= 0.527 x 3= 1.581 KN/m合计：后端 q i= qn+ q2+ qa+ q4=124.80+24.0+2.24+2.8+1.581=155.42KN/m前端 q j= q 12+ q2+ qa+ q4=112.99+24.0+2.24+2.8+1.581=143.61KN/m-221320.00剪力图(单位：N)168204.38弯矩图(单位：N.m)(T =M/W=168204/(692权 3)= 81.02Mpav 160MpaQ后=227.23KN Q 前=221.32KNt = / Qx Sx) /(lx x t)=/ 227.23 x 103)

9、/(0.275 x 0.0095 x 3)/1000000=28.99Mpa v 80Mpa（三）断面底板位置（图示部分川），最大分布荷载： 底板下纵梁由5道组成，每道间隔0.45m，则每道纵梁受力如下： 混凝土自重q1：（包括顶板重量、底板重量之和）5= 1.2 x / 0.32+0.7 ） x 2.2+0.3 x 0.3+0.28 x 0.7 x 26/5=15.79KN/m模板自重：q2= 1.2 x 10x2.2/5=5.28KN/m施工人员及机械荷载 qa=1.4 x 2.0 x 2.2/5 = 1.23 KN/m混凝土振捣荷载 q4=1.4 x 2.5 x 2.2/5 = 1.54

10、KN/mI32a 工字钢自重：q5= 0.527 KN/m合计：q= 15.79 + 5.28 + 1.23 + 1.54+0.527 = 24.367KN/m24,36711nrA4 110807300WS12円们人44593400Ieff何廿斗】110807300lmm；l160琏系It5,9369N/nnai235N/卄曰210000S235JR馱娥SImJ 1.326502 E-15骰魏Mlol如1,41 E-12最娥度S2mn1,10443最尢藐Mb2NnJ27412最大应力Res.N/HHAe39,582馱駄Sresnrl1.10443最大弯絶MbresNri27412339,54

11、41:36.55(T =M/W=39.58Mp 160MpaQ后=36.55KN Q 前=36.55KNt = (Qx Sx) /(lx x t)=(36.55 x 103) /(0.275 x 0.0095)/1000000=13.99Mpa v 80Mpa最大变形量 Smax=1.10mm1.2.2托架横梁验算横梁荷载主要承受纵梁传递的集中力荷载和自身重量，选材为 2X工40a。2X工 40a工字钢自重：q = 0.67598 x2=1.35 KN/m前横梁检算：9k/ 6i! 1i 1己*LdU W3U芒UJU000 上LiOOt口耳OOOZ62Vt7DU q。01/!米己11Enn44

12、3-297000m12400517000IeffmmA4J434297000Emnl2004.0741N伽佗235N/r*iFiA2210000mS235RS1Cmm0,026536 E-15耿轆MblLNm0-372 E-12S2mml4,455432MbEENm125.25 E3駅应力ResLN/nnEJ57.682联ft*SresLnn4,455432MbresNm125.25 E3252,541:55,67(T =M/W=57.68Mp 160MpaQ左=399.56KN Q 右=399.56KNt = (Qx Sx) /(lx x t)=(399.56 x 103) /(0.341

13、x 0.0105 x 2)/1000000=55.79Mpa v 80Mpa后横梁检算:11rn443429700012nn41400517000Ieff计4434297000mn200安全果敬4.0546tN/mA2I235N/nnA21210000S235RS1mm0,026536 E-15最尢談Mbl1如0.372 E-12S2mJ4,461254最尢雜Mb2NN125.85 E3加力Res.N/nnA257.958Sresml4,461254MbresNN1?5,85 E3观訓酬比例?5?.17：1则躺师11：55,936(T =M/W=57.96Mp 160MpaQ左=405.56K

14、N Q 右=405.56KNt = (Qx Sx) /(lx x t)3=(405.56 x 10) /(0.341 x 0.0105 x 2)/1000000=56.63Mpa v 80Mpa1.3 灌筑0 #段托架杆件内力计算1.3.1 材料参数材料许用应力：Q235虽度设计值：（T =190Mpa t = 110Mpa45#钢强度设计值：（T =210Mpa t = 125MpaE43#角焊缝强度设计值：（T =160Mpa t = 160Mpa精轧螺纹钢：（T = 400Mpa t = 240Mpa受拉构件的容许长细比入la=100受压构件的容许长细比入ya = 1501.3.2 构件

15、参数a、上平杆每个铰座锚杆？32精轧螺纹钢6根，截面积48.23cm2,斜杆铰座锚杆？32精轧 螺纹钢6根，截面积48.23cm2。b、销轴？98mm材质选用45#钢，截面积75.39cm2 。c、上平杆（2#杆）用组合截面，材料2*40a槽钢，销孔用20mr钢板加强。d、斜撑杆（1#杆）用组合截面，材料为2*40a槽钢，销孔用20m钢板加强。1.3.3 灌筑0#段托架杆件应力计算（计算单位为KN m）作用在托架上的节块长度为3.0米，材料截面选用2*40a，经结构计算可知作用在单 榀托架上前支点处的压力为 399.56KN,后支点处的压力为405.56KN。计算简图如下：midas建模分析结

16、果如下:单元材料截面工况位置轴力剪力 -y剪力 -z扭矩弯矩-y弯矩 -z111支架I-662.20.05.00.026.70.0J-662.20.05.00.00.00.0211支架I391.20.0-75.20.0-26.70.0J311.70.0322.50.00.00.0梁单元的应力单位体系 : kN ,m单元材料截面工况位置轴力剪力-y剪力 -z(+y)- 弯矩 -(-y)(+z)-弯矩-(-z)111支架I-44612.90.0713.00.00.0-15402.515402.5J-44612.90.0713.00.00.00.00.0211支架I26357.40.0 -10670

17、.70.00.015402.5-15402.5J20999.20.045793.90.00.00.00.0梁单元的内力和弯矩单位体系 : kN , m节点位移和旋转单位体系 : kN , m节点工况UXUYUZRXRYRZ1支架0.0000.0000.0000.00.00.02支架0.0000.0000.0000.00.00.03支架0.0010.000-0.0020.0-0.00.0反力和弯矩节点工况FXFYFZMXMY1支架368.90.0550.00.00.00.02支架-368.90.0255.10.00.00.0单位体系 : kN , mMZpostwar 匸迂弓SCR由计算结果可知

18、a、上弦杆（2#杆）支座反力图杆件应力图口.EetCTI：匚叫 FOR隹 内 A-KYZ :大叢H dL 1”:3.&EeiE-C2 Fr： 口 .naxxcscu iFZ: ms+OD2 FXYZ: ENdCXUMAX : 1 MJ N : 1鼻赶| kNa b oe&3/2矗斥-袞 IETQwIPCSTPROOESSCR耳曲14MZE+OTZST!却Mi： : 2 壮m : i 宜眸:鸭HJ*申悅：kH/m2 8： Digram 嗔仆JT向-er =110.27Mpa v (T =190Mpab、斜撑杆（1#杆）e =60.02Mpa v e =190Mpac、X max=1#节点处钢销承

19、受剪力=二X竺-r dJ32=16/3 X 662.2 X 10/ (3.14 X 0.098 )2#节点处钢销承受剪力16 Qmr:X .3 rd:=117.11MPav e =125MpamaL=16/3 X 391.2 X 103/ (3.14 X 0.0982)3#节点处钢销承受剪力- d3=69.19MPav e =125MpaQmexx 16 Q 理氷- X 3: d:=16/3 X 662.2 X 103/ (3.14 X 0.0982)d、1#节点处连接板受力X max= 117.11MPa e =125Mpa节点销子的孔壁承压应力按下式计算:P6 p= 6 pAp式中代一承压

20、面积=t X d (t为承压构件的厚度，d为钢销直径)；e =P/Ap=662.2 X 103/ (4X 2X 10_4X 9.8 X 10_4) =84.46 Mpa v e=190Mpa焊缝强度: 焊缝高度取值hf=18mm贝U：e n=368.9 X 103/ (8X( 0.7 X 1.8 X 26.4 )X 10_4)= 13.86Mpa v e =160MpaV3 4t = 550.0 X 10/ (8X( 0.7 X 1.8 X 26.4 )X 10 )= 20.67Mpa v e =110Mpa精轧螺纹钢强度：34e= 368.9 X 10/48.23 X 10 = 76.49Mpa v e =400Mpa34t = 550.0 X 10/48.23 X