桥梁方案主桥深水基础施工方案含主桥承台防撞设施计算书Word格式文档下载.docx

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备注

①

素填土

30

②

卵漂石

24.7

-18.62

100

②-1

夹粉砂

0.9

-19.25

③

含粘土卵石

④-1

全风化花岗岩

4.9

-24.42

70

④-2

强风化花岗岩

3.9

-28.32

160

④-3

中风化花岗岩

3

-31.32

④-4

微风化花岗岩

8

-39.32

P6、P7#墩处地质情况详见表2.5.3-1。

地质层名称

地质层层底高程

地质层层厚

地基承载力

②卵（漂）石（Q4al）

-14.25

14.1

350

③含粘土卵石（Q3al-pl）

-23.95

9.7

320

④-3中风化花岗岩（γ53

（2））

-29.85

5.9

1500

④-3微风化花岗岩（γ53

（2））

-37.35

7.5

3000

4设计施工方案概述

4.1围堰构造

主墩承台钢围堰设计：

两端为半圆形；

面板为最外侧布置；

长×

宽=17.6m×

8.6m。

单壁钢套箱结构设计：

由内向外依次为：

5mm厚钢板面板，横肋-∠100×

63×

8mm角钢30cm间距，I20a工字钢竖肋布置间距为60cm，背杠-2[25a槽钢100cm间距，套箱顶部下50cm布置一道围囹，围囹及内支撑设计为双榀I40a工字钢，钢围堰总高度为6m。

图5.1-1钢围堰平面布置图

图5.1-2钢围堰立面布置图

4.4封底

封底混凝土的厚度1.0m。

模型采用实体单元结构。

5围堰结构计算

5.1设计计算参数

表5.1.1-1基坑支护结构所需材料表

序号

材料名称

抗压强度

（MPa）

抗拉强度

抗剪强度（MPa）

弹性模量（MPa）

1

Q235

215

125

2.0×

105

表5.1.1-2基坑支护结构所需材料截面特性表

部位

规格

项目

极限应力[σ]

外面板

8mm

外侧

2

竖向加劲

I20

组合应力

围囹

I40

4

水平环向加劲

10#槽钢

5

钢管支撑

Φ529×

5.2荷载取值及分配系数

5.2.1自重

钢结构自重78.5kN/m3，混凝土自重25kN/m3，计算时荷载分项系数取1.2。

5.2.2静水压力

静水压力随着水深的增加呈线性分布，P=γh

计算水位标高为4.8m，计算水位深度为3.8m。

围堰底部静水压力最大P=γh=9.8×

3.8=37.24kN/m2，计算时荷载分项系数取1.4。

5.2.3流水压力

当非汛期水位最高4.8m时，作用于围堰的流水压力可按下式计算（公路桥涵设计通用规范）：

式中：

围堰抗水流冲击检算主要是其抗倾覆性和抗滑移的检算。

取K=0.73,g=9.81

=3.8m/s,A=52.5m2则：

故最大动水压力F=0.73*10*3.8*3.8/（2*9.81）=5.37kN/m2其合力作用于水面下1/3水深处,，计算时荷载分项系数取1.4。

5.2.4土压力

土压力荷载是河床以下土体对围堰的挤压产生的主动土压力，土压力计算按郎肯土压力计算，河床土质有设计图纸及实际调查可知河床处均是卵漂石，卵漂石的容重γsat=22kN/m3内摩擦角取ψ=350。

河床底距钢围堰脚底2m。

主动土压力P=（γsat-γw）htan2（450-ψ/2）

单壁钢围堰脚底处P=（22-10）×

2×

tan227.50=6.5KN/m2，计算时荷载分项系数取1.4。

5.3有限元模型分析

对浇筑封底混凝土的不利工况进行分析，采用midas建立空间有限元模型，内支撑采用梁单元模拟，水平加劲、竖向加劲采用梁单元模拟，封底混凝土用实体单元模拟，面板采用用板单元模拟、背肋采用梁单元模拟。

钢围堰底部采用全方向约束支撑，封底混凝土采用Z轴方向约束支撑。

荷载组合为自重+静水压力+土压力+流体压力，荷载分项系数分别为1.2、1.4和1.4。

有限元模型如下：

详见下图5.3-1、2所示。

图5.3-1单壁钢围堰整体模型结构图

图5.3-2单壁钢围堰整体模型荷载分布图

5.3.2整体结构变形分析

根据仿真计算结果，单壁钢围堰最大位移11.6mm，满足要求。

根据仿真计算结果，单壁钢围堰短边最大应力

，满足要求。

5.3.4模拟计算结果分析

1、内壁板应力

内壁板应力范围：

8.6MPa~86MPa

2、角钢应力

角钢应力范围：

-65.4MPa~58.3MPa

3、竖肋应力

竖肋应力范围：

-146.7MPa~132.4MPa

4、背杠应力

背杠应力范围：

-67.4MPa~42.1MPa

5、围囹应力

双榀I40工字钢围囹应力范围：

-84.8MPa~90.6MPa

双榀I40工字钢围囹最大位移：

5.38mm

6、内支撑应力

内支撑应力范围：

-52.9MPa~-58.3MPa

0.39mm

5.3.5结论

钢围堰应力检算结果汇总如下表

表5.3.5-1钢围堰应力检算汇总表

最大值

允许应力[σ]

是否

满足

5mm

86

横肋

100*63*8mm

58.3

132.4

背杠

2]25

67.4

2I40

90.6

轴向压应力

58.3

（1）计算结果显示，围堰内壁及竖肋应力集中趋近极限值。

（2）围堰计算考虑最不利工况：

当水位满至围堰顶20cm时的荷载计算，在施工过程选择在枯水期，枯水期水位一般不超过3.5m，如果水位连续上涨，考虑在施工过程中将围堰内进行注水，保证内外水压力平衡。

6吊放系统计算

吊耳、钢丝绳、卸扣的选择

根据梁的截面尺寸、分段的长短和吊装工况，选择用4个吊耳起吊。

吊耳设在钢梁纵横板交点处，端部用钢板加强，保证局吊部稳定，吊耳采用坡口焊接。

6.1、吊耳强度验算

吊耳选择25吨吊耳，，材质为Q345B钢，主板厚25mm，外侧加强侧板厚12mm。

吊耳详图如下。

6.1.1、吊耳强度核算

4个吊耳：

最重段按62吨计算，分项系数取1.1，动力系数取1.2，钢丝绳夹角最大按60度计算，各设置了4个吊耳。

每个吊耳所承受的拉力为：

N=62×

1.1×

1.2×

9.8/3.46=802.032/3.46=231.801KN

经上述计算，当采用4个吊耳进行吊装时单个吊耳承受的拉力为231.8KN，由于吊装时钢丝绳角度大于60度，因此吊耳主要承受竖向拉力引起的剪应力，受剪截面积为：

A=20*200=4000mm2

吊耳承受的剪应力为：

F=231.8*1000/4000=57.95N/mm2<

fv=180N/mm2（钢材抗剪强度设计值），满足强度要求。

6.1.2、吊耳角焊缝应力校核

角焊缝面积：

计算公式

角焊缝的拉应力：

计算公式σ=F/A=231.8*1000*1.73/（2*3360）=59.67MPa

角焊缝的剪应力：

Τ=F/A=231.8*1000/（2*3360）=34.49MPa

组合应力：

计算公式σ=68.92MPa

角焊缝的许用应力：

角焊缝应力满足要求。

6.2、钢丝绳选择

本工程最大重量节段62T

钢丝绳强度计算（起吊点4个）

根据钢丝绳允许拉力计算公式S=P/K

钢丝绳作吊索使用取安全系数K=8

钢丝绳允许拉力S=62/4/cos（60/2）=17.89t=178.9KN

计算钢丝绳破断拉力P＝S*K=178.9*8=1431.2KN

查钢丝绳技术表选用以下标准的钢丝绳：

6*37（股1+6+12+18），抗拉强度1850Mpa，直径56mm的钢丝绳换算系数（6×

37）=0.82

查表得钢丝绳破断拉力P=ΣN*α=2175*0.82=17833.5KN＞1431.2KN

6.3卡环卸甲计算

考虑起吊钢箱梁节段最大重量为62t，由4个卡环卸甲扣钢丝绳吊起，进行计算。

Fg=G/4cosβ=620KN/4*cos30°

=178.9KN

根据卸甲的允许荷载公式[Fk]≈3.5d2202≈3.5d2d≈7.6cm

即取销子为7.6cm以上的卸甲作为吊装联结使用（取25t的卸甲）。

7封底混凝土检算

检算最不利工况下的围堰抗浮稳定性，围堰受水浮力时可能的失稳形式有三种：

①封底砼抗浮失稳；

②封底砼连同钢围堰一起上浮失稳；

③钢围堰自身上浮失稳。

根据围堰实际结构情况，围堰内混凝土封底按1.0m厚度进行验算复核，具体如下：

7.1封底混凝土抗浮失稳计算

水浮力

F1=（10*3.8）*（9*8.6+3.14*（4.3）^2-6*3.14*1^2）

=4431KN

封底混凝土的重量

F2=（（9*8.6+3.14*（4.3）^2-6*3.14*1^2）*1*23=2682KN

混凝土与钢护筒摩擦力

F3=6*3.14*2.3*1*120=5199KN

混凝土与钢围堰内壁摩擦力

F4=（9+8.6*3.14*0.5）*2*1*120=5400KN

抗浮稳定系数

K=（F2+F3+F4）/F1=（2682+5199+5400）/4431=2.99>

1.3

满足规范要求

7.2封底混凝土连同围堰一起失稳

钢围堰浮力：

F6=（10*3.8）*（9*4.3+3.14*（4.3）^2-6*3.14*1^2）

钢围堰结构重量

F7=622KN

K=（F2+F3+F4+F7）/（F6）

=（2682+5199+5400+622）/（4431）

=3.13>

7.3钢围堰自身上浮失稳

钢套箱浮力：

K=（F4+F7）/（F6）

=（5400+622）/（4431）

=1.35>

8承重牛腿计算

承重牛腿采用I32a工字钢，作为套箱组拼临时承重结构。

牛腿上翼缘及腹板位置与钢护筒均采用贴脚焊焊接，焊缝焊角尺寸hf=10mm，焊缝有效高度he=0.7hf=7mm，上翼缘及腹板均与钢护筒满焊连接，上翼缘顶部焊缝长度lw1=130mm，上翼缘底部焊缝长度lw2=60mm，腹板焊缝长度lw3=283mm，采用手工焊，焊条采用J502焊条，查《钢结构设计规范》可知，焊缝强度设计值ffw=200Mpa。

钢套箱自重60t，考虑人员、施工机具荷载，取65t，则单根牛腿承重

P=1.2⨯650/10=78KN，按集中荷载加载，与钢护筒距离e=1600mm。

计算荷载：

弯矩M=78⨯1.6=124.8KN⋅m；

剪力V=P=78KN。

水平牛腿焊缝计算

根据钢结构设计规范要求，

焊脚尺寸

不得小于1.5

t为较厚焊件厚度。

不宜大于较薄焊件厚度的1.2倍。

锚板尺寸与平托尺寸，易知6.7mm<

<

12mm。

故本次设计中取

=10mm。

计算内力剪力Q=78kN,弯矩M=124.8kN.m

平联杆件端部沿周边全部施焊

a、根据工字钢受力特点，考虑其剪力全部由腹板处角焊缝承受

为角焊缝计算厚度，取为o.7

=7mm

为角焊缝计算长度，取为实际焊缝长度减去2

。

有

=

=19.6Mpa<

=160Mpa

b、拉力与弯矩由全部焊缝承担

式中、

为焊缝截面对中性轴的截面模量.

为强度设计值增大系数，对承受静力荷载与间接动力荷载，取为

=1.22

=55.7Mpa<

=195.2Mpa

在综合作用处有

=49.6Mpa<

=160Mpa满足要求

结论：

采用

=10mm完全能够满足设计规范要求。

第二章防撞墩施工方案计算书

1工程概况

防撞墩采用高桩墩式结构，上部墩体采用C30钢筋砼墩体结构，墩顶高程为9.28m，直径5.5m，高4m。

主墩防撞墩托架设计：

防撞墩底模板支撑系统采用焊接在防撞墩钢管上的型钢托架，型钢采用I32a工字钢，托架为15道斜支撑与桩基钢护筒焊接，斜撑上焊接I32工字钢横梁。

托架上满铺底模板，底模板采用整体式桥面板三块，为I14工字钢与10mm钢板焊接而成。

图1.1-1防撞墩托架布置图

2设计计算原则

（1）在满足结构受力情况下考虑挠度变形控制；

（2）综合考虑结构的安全性；

（3）采取比较符合实际的力学模型；

（4）尽量采用已有的构件和已经使用过的支撑方法；

3计算依据

（1）《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ162-2008）；

（2）《建筑施工计算手册》（第三版）江正荣编著；

（3）《钢模板技术规范》GB50214-2001；

（4）《钢结构设计规范》（GB500017-2003）；

（5）《midasCivil2015版》；

4计算荷载

4.1荷载计算

（1）新浇砼自自重荷载（γ=25KN/m3）：

q1=61.7KN/m2

（2）模板、方木及内模支架q2=1.0KN/m2

（3）施工人员及机料荷载q3=3.0KN/m2

（4）混凝土振捣时产生的荷载q4=2.0KN/m2

4.2荷载分项系数

计算脚手架及模板支撑架强度时的荷载设计值，取其标准值乘以下列相应的分项系数：

（1）永久荷载的分项系数，取1.2；

计算结构倾覆稳定时，取0.9。

（2）可变荷载的分项系数，取1.4；

（3）计算构件变形（挠度）时的荷载设计值，各类荷载分项系数，均取1.0。

4.3荷载组合

计算底模板及托架强度时，荷载组合

（1）为：

（1）模板、支架自重+

（2）新浇筑钢筋砼自重+（3）施工人员及设备荷载标准值+（4）振捣混凝土时产生的荷载；

验算底板模板及托架的刚度时，荷载组合

（2）为：

（1）模板、支架自重+

（2）新浇筑钢筋砼自重。

5计算模型

对浇筑封底混凝土的不利工况进行分析，采用midas建立空间有限元模型，钢构件采用梁单元模拟，托架底板采用板单元模拟。

斜撑、主横梁与管桩交叉焊接部位采用全方向约束支撑。

有限元模型如下：

详见下图5.1-1、2所示。

图5.1-1防撞墩托架整体模型

图5.1-2防撞墩托架整体模型

图5.1-3防撞墩托架模型边界条件

图5.1-4防撞墩托架模型荷载布置

6整体模型计算分析结果

图6.1-1组合荷载1防撞墩托架整体强度

图6.1-2组合荷载2防撞墩托架整体强度

由以上两种荷载组合分析可知，荷载组合作用下防撞墩托架最大应力

，故防撞墩托架整体强度满足要求。

7单元模型计算分析结果

7.18mm厚面板计算

（1）面板强度计算

图7.1-1组合荷载1面板强度

图7.1-2组合荷载2面板强度

，故防撞墩托架面板整体强度满足要求。

（1）面板刚度计算

图7.1-3组合荷载1面板刚度

图7.1-4组合荷载2面板刚度

由计算结果可知：

荷载组合1作用下I32a工字钢最大位移向下，最大位移为

7.2I32a工字钢斜撑计算

（1）强度计算

图7.2-1组合荷载1下I32a工字钢斜撑强度

荷载组合1作用下防撞墩托架最大应力

，故防撞墩托架I32a工字钢斜撑强度满足要求。

（2）刚度计算

图7.2-2组合荷载1下I32a工字钢斜撑刚度

7.3I32a工字钢横梁计算

图7.3-1组合荷载1下I32a工字钢横梁强度

图7.3-2组合荷载2下I32a工字钢横梁强度

图7.3-3组合荷载1下I32a工字钢横梁应力图

图7.3-4组合荷载1下I32a工字钢横梁刚度

图7.3-5组合荷载2下I32a工字钢横梁刚度

7.4I14工字钢分配梁计算

图7.4-1组合荷载1下I14工字钢分配梁强度

图7.4-2组合荷载2下I14工字钢分配梁强度

，故防撞墩托架I14工字钢强度满足要求。

图7.4-3组合荷载1下I14工字钢分配梁刚度

图7.4-4组合荷载2下I14工字钢分配梁刚度

荷载组合1作用下I14工字钢最大位移向下，最大位移为

7.5结论

1、防撞墩检算结果汇总如下表

表8.1-1防撞墩托架强度检算汇总表

面板

60.2

斜撑

I32

57.8

横梁

39.9

分配梁

I14

52.29

表8.1-2防撞墩托架刚度检算汇总表

（mm）

允许位移

3.18

0.34

1.62

2.5

3.18

10

7.6.钢护筒计算

护筒长8m、直径1.4m、壁厚10mm，防撞墩托架与桩基钢护筒进行焊接，护筒与混凝土摩擦承受荷载作用力。

即F=2.75*2.75*3.14*4*23*1.2=2621KN。

每根护筒承受的压力F=873KN。

护筒计算按照压杆稳定进行计算。

查五金手册可知i=49.145cm，

，故护筒受力模型属于小柔度杆件。