便桥栈桥平台吊箱计算说明(915).doc

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1、便桥-栈桥-平台-吊箱计算说明(9-15)附件一：柬埔寨洞里萨河大桥8#墩承台钢套箱施工过程结构分析委托单位：杭交工集团柬埔寨大桥工程项目部承担单位：浙江大学结构研究所编 写：王金昌审 核：汪建竹1工程概况柬埔寨洞里萨大桥主墩为梭形，平面尺寸11.3m10.3m，承台高6m，底标高为-5.3m。承台施工拟采用钢套箱方案，钢套箱外围尺度为11.3m10.3m6m。2工况描述2.1水文条件（1）水位和流速该桥所处河流的水位及流速见2.1所示。表2.1 潮位特征值项目特征值最高水位10.5m设计水位6.5m最大流速0.70m2.2计算工况根据钢套箱的施工方案，在实际施工过程中遇到的各种荷载组合，总结

2、了以下四种不利荷载工况：1、阶段一、套箱起吊 结构组成：底板及底板主次梁、吊架、内部桁架梁。 作用荷载：结构自重。2、阶段二、套箱安装结束尚未浇封底砼（加固已结束） 结构组成：底板及底板主次梁、内部桁架梁、吊架、桩。 作用荷载：结构自重、波流力。3、阶段三、浇注封底砼，但砼尚未有强度 结构组成：底板及底板主次梁、内部桁架梁、吊架、桩。作用荷载：结构自重、封底砼自重、封底砼侧压力、波流力、静水浮力。4、阶段四、浇注下层砼，但砼尚未有强度 结构组成：封底砼、内部桁架梁、吊架、桩。作用荷载：结构自重、封底砼自重、下层砼自重、下层砼侧压力、波流力、静水浮力、静水侧压力。3计算参数 钢套箱钢结构，描述其

3、本构行为采用弹性模型进行模拟，弹性本构模型的材料参数为： 弹性模量E=2.01011Pa泊松比=0.3质量密度=7850kg/m3混凝土材料作为荷载施加于钢套箱上，混凝土材料的质量密度取为2500kg/m3。 4计算模型4.1计算方法1、承台套箱、桩基的波流力计算根据水力学动量计算公式，流体与固体边界的相互作用力可以按下式计算。式中，i 为1，2，3方向；初始水流速度修正系数，取值为1；初始水流速度（m/s）；与结构物碰撞后水流速度修正系数，取值为1；与结构物碰撞后水流速度（m/s）。 水的密度（kg/m3）；，面积A上单位时间通过的水流量（m3/s）。计算时，取最不利情况，即假定水流与套箱接

4、触后速度为0，从而有（N）2、计算模型的尺寸根据设计资料可得数模分析的钢套箱外围尺度为11.3m10.3m6m的钢套箱。分析方法为三维有限单元法，具体分析时采用空间梁单元和壳单元对物理模型进行离散。4.2模型参数主要构件模型类型及参数详见表4.1。表4.1 主要构件模型参数表序号构件名称材料构件尺寸单元类型1底板主、次梁钢材56a 16梁2套箱侧板钢材厚6mm板壳3吊架钢材口600400梁板壳4套箱竖向肋梁钢材 16 梁5水平肋钢材 16梁6封底砼砼C25厚800mm板壳7下层砼砼C25厚3500mm8钢管桩钢材直径2700mm，厚100mm梁9内部桁架梁主梁钢材2998梁10内部桁架梁联系钢

5、材2998梁钢套箱的材料遵循弹性变形规律，弹性本构模型基本力学参数为弹性模量和泊松比，钢的弹性模量取为2.0105MPa，泊松比为0.3。完成钢套箱各个阶段的计算后，要判断钢材是否达到屈服应力，钢的屈服应力为195MPa。5钢套箱计算结果现将钢套箱结构的主要构件在各个阶段计算荷载作用下的内力结果及位移结果汇总整理如下。内容包括每一阶段中，钢套箱各构件的具体内力数值及内力分布情况。5.1 阶段一：起吊阶段起吊阶段，钢套箱和钢内支撑的有限元模型见图5.1.1所示，其中钢套箱侧板采用四结点缩减积分壳单元进行网格划分，其余的加劲肋和底部纵横向梁采用空间两结点梁单元进行网格划分。起吊阶段受到的荷载为结构

6、自重，通过定义质量密度和激活竖向重力加速度即可。根据试算，在八根I56a纵梁端部设置铰结约束外，在外侧两根I56a工字钢中部设置吊点，提供竖向约束条件。图5.1.2给出了在自重荷载作用下的Mises等效应力分布，钢套箱底部靠近中间位置应力较大，Mises等效应力达69.23MPa，这是由于在此处施加吊点约束的缘故，最小Mises等效应力为19.59kPa，但是这些值都还在工字钢极限应力范围之内。在起吊阶段，结构虽然在工字钢和套箱侧壁的一些部位产生应力集中现象，但是集中的应力值都不是很大。图5.1.3为整个结构竖向最大位移分布图，由图可知，钢套箱的最大竖向位移为7.63mm。图5.1.4为水流方

7、向（2方向）位移分布，位移较小。图5.1.1 起吊阶段钢套模型图5.1.2 Mises应力云图图5.1.3竖向位移云图图5.1.4 水流方向（2方向）水平位移云图5.2 阶段二：套箱安装结束尚未浇封底砼 起吊安装好，但未浇注混凝土时结构计算结果。受到的荷载有：结构自重，波流力。在这些荷载作用下，套箱受到重力方向与水平荷载作用下的应力及位移分布如图5.2.1图5.2.3所示，与图5.1.2图5.1.4对比可知，考虑波流力作用后，套箱应力有所增加，集中力的位置基本上没有变化，波流力影响有限。图5.2.1 Mises应力分布图5.2.2 竖向位移方分布图5.2.3 水流方向（2方向）水平位移云图5.

8、3 阶段三：浇注封底砼，但砼尚未有强度浇注下层混凝土，但此时还未有强度达到70%。受到的荷载有：结构自重，波流力，未达到70%的平台混凝土自重，浮力。因设计时在每根工程桩顶部设置套箍，从而底部纵横向梁受到竖向约束作用，采用有限元进行分析时，将该约束简化为弹簧，弹簧刚度取为2.0109N/m，见图5.3.1所示。激活这些弹簧约束后，施加浇注的下层混凝土形成的荷载。图5.3.1 设置竖向弹簧示意计算得到的Mises等效应力见图5.3.2所示，最大Mises等效应力达147.7MPa，有典型的应力集中现象，但钢材尚未达到屈服应力。竖向位移分布见图5.1.3所示，最大竖向位移为1.25cm。图5.3.

9、2 Mises应力云图图5.3.3 竖向位移方分布5.4 阶段四：浇注下层砼，但砼尚未有强度平台混凝土浇注完成，同时浇注上层混凝土，受到的荷载有：结构自重，波流力，套箱静水压力，浮力，平台混凝土自重，强度未达到70%的上层混凝土自重。在平台混凝土强度达到70%以后，可以在上部浇注厚度为3.5m为上层混凝土。在浇注上层混凝土之前，需要将套箱内部的水排出。在上层混凝土强度未达到70%时，混凝土对套箱侧壁还有侧向压力作用。同时，由于套箱内部水排出，套箱侧壁内外受到静水压力也不一样。下部平台混凝土起作用后，下部相当于密闭，套箱还受到水的浮力作用。此时80cm下层混凝土已达到设计强度，形成板体，此有限元

10、分析步中激活底板壳，整体受力好。计算得到的Mises等效应力见图5.4.1，最大等效应力为153.0MPa，最大竖向位移为1.269cm。图5.4.1 Mises等效应力分布图5.4.2 竖向位移分布5.5 割除钢护筒内支撑浇筑完成承台混凝土且混凝土强度达到70%后，割除内支撑。拆撑后等效Mises应力分布见图5.5.1所示，最大等效应力为132.3MPa，因为应力重新分配，最大等效应力有所减小。图5.5.1 Mises等效应力分布竖向位移分布如图5.5.2所示，与拆撑前相差不大，说明拆撑对竖向位移分布影响较小。图5.5.2 竖向位移分布图5.5.3图5.5.6分别为拆撑前后两个水平方向的位移

11、分布，1方向最大位移增加较多，拆撑后最大位移为1.683cm。 图5.5.3 拆撑前1方向位移分布 图5.5.4 拆撑后1方向位移分布 图5.5.5 拆撑前2方向位移分布 图5.5.6 拆撑后2方向位移分布虽然应力满足要求，但为了增加钢套箱的良好受力，应在承台混凝土与钢套箱间增设水平或斜向支撑。7 吊杆内力复核吊杆内力由最不利工况决定，作用于吊杆上的力为钢套箱上约束节点的反力。浇筑封底混凝土且混凝土未达到强度时对应的支反力最大，如图6.1所示（非框中数字单位为kN）。由公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范（JTG D62-2004）可知，32精轧螺纹钢筋抗拉强度设计值为770MPa，标准值

12、为930MPa，所以单根32精轧螺纹钢筋抗拉力设计值为单根32精轧螺纹钢筋抗拉力标准值为从而双根32精轧螺纹钢筋抗拉力设计值为1238.54kN。所以采用32精轧螺纹钢筋作为吊杆时，采用设计值时定义安全系数时，安全系数为采用标准值定义安全系数时，安全系数为 图7.1 所有工况中反力分布7 结论虽然整个钢平台高度较大，但是整体刚度很大，所以整个平台在重力、水流力、水浮力以及套箱外静水压力作用下，应力都在极限允许值范围内。在底板（工字钢和槽钢）与套箱侧壁接触的区域以及两个侧壁面连接的附近有应力集中现象，但是这些应力集中值都不是很大，结构在安装、浇注底部混凝土，浇注上层混凝土的过程中都在应力控制范围

13、之内。在浇注底部混凝土结束后，由于混凝土自重，上部套箱重量和本身自重作用，底板中部在竖向位移有些偏大。但在下层混凝土强度达到要求，套箱中水体排出后，受到下部浮力作用，底板（工字钢和槽钢）竖向位移又有较大恢复。对于这些位移较大的位置，需要关注，可以在中部加固，提高底板刚度，减小位移。保证平台施工时的稳定性。整个结构在整个施工阶段中强度均能满足要求。 附件二：柬埔寨洞里萨河大桥便桥的计算委托单位：杭交工集团柬埔寨大桥工程项目部承担单位：浙江大学结构研究所编写：王金昌审核：汪建竹1. 便桥的基本概况（1）便桥基础便桥基础采用609，壁厚为10mm的钢管桩，钢管入土至强风化岩顶面，长度根据相应的地质勘

14、察资料而定。横向两根桩，纵向桩间距为11.5m+412.0m+1.5m（支点中心间距）。（2）便桥上部结构 采用I56a作为便桥上横梁，在其上搁置“321”军用贝雷片2组，两组间距为6.60m，每组两片，两片间距为45cm，贝雷梁上搁置I40a横向分配梁，间距为150cm，其上搁置I25a纵向分配梁，间距30cm，桥面 8mm厚钢板铺设。（3）便桥荷载：履带吊25t，加最大吊重25t，共计50t。2计算时材料参数和几何参数（1）力学参数 本次计算对象为钢结构，采用弹性本构模型，所以涉及的材料参数为： 弹性模量E=2.01011Pa泊松比=0.3质量密度=7850kg/m3（2）贝雷片贝雷片主要

15、由主弦杆和斜竖杆构成，其中主弦杆：410槽钢16MN锰钢；斜竖杆：18槽钢16MN锰钢。主弦杆中心距：1.50M，每片有效长度：3.00M，每片有自重：275。主方向抗弯刚度I1=250500cm4，次方向抗弯刚度I2219.6 cm4。主方向的允许弯矩M=788.2kN.m，剪力Q=245.2kN。3上部结构分配梁的受力计算根据设计资料可知，不论是履带车还是汽车，荷载均直接作用于钢板，这8mm厚的钢板将荷载分摊到I25a纵梁上，而I25a纵梁由I40a梁支撑，本次计算时偏于保守将I40a和I25a分别简化为简支梁。I40a的计算简图如图3.1所示，其中在跨中施加的荷载集度为12.5t，计算结

16、果见图3.2所示和图3.3所示，钢材尚未屈服。图3.1 I40a钢计算简图图3.2 I40a钢Mises应力图3.3 I40a钢竖向挠度I25a钢纵向支撑于I40a，支撑间距为150cm，偏于保守计算时简化为150跨径的简支梁，I25a钢横向间距为30cm，考虑12.5t由三根I25a承担，所以作用于I25a上的集中荷载为4666.7N，计算简图如图3.4所示，计算结果见图3.5和图3.6所示，工字钢尚未屈服。图3.4 I25a钢计算简图图3.5 I25a钢Mises应力图3.6 I25a钢竖向挠度实际上分配梁纵横交错，且上面铺设了8mm钢板，所以对于I40a和I25a钢的承载能够满足使用要求

17、。4有限元分析模型的建立和荷载场的确定对上下部结构共同作用进行分析时，主要考虑了钢管桩、I56a横梁、贝雷片构成的梁和地基（侧向简化为弹簧）。上部其余部分换算为荷载施加于I56a横梁和贝雷梁上。4.1 荷载场的计算（1）自重荷载的计算I56a横梁和I56a横向分配梁，共9根，每根长7m，每延米重106.316kg，共重：6697.8kg；I25a纵梁，每跨31根，每根长12.0m，每延米重38.105kg，共重：14175.1kg；桥面钢板厚8mm，长12m，宽6m，共重：5652.0kg；贝雷片，每片275kg，每跨16片，共重：4400kg。总共重：30924.9kg。（2）水流力 在有水

18、流作用范围内，水流力集度为615.8N/m。4.2 有限元分析模型的建立采用空间梁单元和弹簧单元对便桥上下部结构共同作用进行模拟，其中弹簧用来模拟土对桩的作用，桩可能发生两个平面上两个方向的变形，所以设置了双向弹簧，其中弹簧的刚度通过”m”法确定，即k=mZ式中，m为抗力系数，粘土取为6106N/m，淤泥取为6106N/m。 Z为自地表向下深度。 I56a、钢管桩和贝雷梁采用两结点空间单元进行离散，为了更符合实际工况，梁与梁之间采用铰接耦合（如图中的圆圈所示），即约束三个平动自由度，转角自由度放松。有限元模型如图4.1所示。图4.1 有限元模型边界条件：桩底施加竖向约束，土弹簧另一端（未与桩相

19、连的端点）施加三个方向的平动自由度约束。荷载的施加：（1） 自重荷载平均分布作用于贝雷梁上，线荷载集度为12885.4N/m。（2） 将履带吊荷载均匀分布到贝雷梁上。（3） 将水流力以均布荷载的形式施加于每侧的迎水面侧。具体见图4.2所示。图4.2 荷载及边界条件5计算结果及分析 通过钢板的分散作用，所以将履带等荷载平均传递至两侧贝雷片上，线荷载集度为21800N/m。通过有限元计算，可得到应力场和位移场。图5.1为Mises等效应力分布，最大应力为4.08MPa，图5.1 Mises应力分布主方向的剪力和弯矩分布分别见图5.2和图5.3所示，由图可知，最大剪力为230.5kN，最大弯矩为35

20、7.8kN.m，远小于两片贝雷片的允许弯矩和剪力。图5.2 主方向的剪力分布图5.3 主方向的弯矩分布便桥的竖向位移和水流方向的水平位移分布分别见图5.4和图5.5所示。最大竖向位移为5.824mm，最大水平位移为0.376mm，说明侧向水流力对变形的影响不大。图5.4 竖向位移等值线图5.5水流方向侧向位移等值线 图5.6给出了竖向反力分布，由图可知，最大竖向支反力为328.8kN，将由桩侧摩阻力和桩端支承反力承担。图5.6桩底竖向反力分布6. 单桩承载力的计算6.1 单桩承载力计算公式参照公路桥梁地基与基础设计规范（JTJ024-1985）钻孔灌注桩的极限承载力可按下式计算：式中单桩轴向受

21、压容许承载力（kN）；桩的周长（m）；桩在局部冲刷线以下的有效长度（m）；桩底横截面面积（m2）；桩壁土的平均极限摩阻力（kPa），可按下式计算：土层层数；承台底面或局部冲刷线以下各土层的厚度（m）；与对应的各土层与桩壁的极限摩阻力（kPa）；桩尖处土的极限承载力（kPa），可按下式计算：桩尖处土的容许承载力（kPa）；桩尖的埋置深度（m）；地面土容许承载力随深度的修正系数，取1.0；桩尖以上土的容重（kN/m3）;修正系数，取0.85；清底系数，取1.0。钢管桩桩底均位于好的下卧层，本次计算所涉及的土层或岩层的参数见表7.1所示，其余指标如厚度见地质报告。表6.1 岩土参数分层代号岩土名称地

22、基土允许承载力(kPa)钻孔灌注桩桩侧土极限摩阻力(kPa)1淤泥4082粘土140403亚粘土160453淤泥质亚粘土60151中砂、粗砂200552砾砂250601全风化砂岩4001006.2 单桩承载计算 对于桩端未进入岩层的钢管桩，不考虑端承力。（1）桩周长：（2）钢管桩截面积：（3）钢管桩内芯中空面积： （4）桩侧平均摩阻力的计算： （5）单桩竖向极限承载力从7#墩至8#墩，至岩层顶面上覆土层厚度在13.724.3m。所以仅考虑侧摩阻力时单桩承载力为（7）单桩计算自重根据JTJ024-1985，位于局部冲刷线以下部分的桩身自重的一半作为外力考虑，地面以上桩长4.4m，地面以下至桩端长

23、24.3m，所以单桩计算自重为（8）单桩竖向承载的安全系数7. 结论由以上分析结果可知，便桥满足施工中使用要求。对于钢管桩插入深度不足，应根据相应的地质土层分布重新进行计算，再决定是否要加打钢管桩。 附件三：柬埔寨洞里萨河大桥栈桥的计算委托单位：杭交工集团柬埔寨大桥工程项目部承担单位：浙江大学结构研究所编 写：王金昌审 核：汪建竹1. 栈桥的基本概况（1）栈基础栈桥采用299，壁厚为5mm的钢管拼接而成，钢管长度等定。拼接的形式详见相关的设计图纸。（2）栈桥上部结构 采用两片贝雷片，贝雷片的间距为180cm，横向通过杆件连接在一下，整体受力。栈桥的导管架纵向间距为21m。在贝雷片顶面铺设8mm

24、厚钢板。（3）栈桥上的输送混凝土导管 栈桥主要是用来输送混凝土，考虑两根输送混凝土的导管，导管直径为20cm，壁厚为5mm，考虑两根导管满充混凝土。2计算时材料参数和几何参数（1）力学参数 本次计算对象为钢结构，采用弹性本构模型，所以涉及的材料参数为： 弹性模量E=2.01011Pa泊松比=0.3质量密度=7850kg/m3（2）贝雷片贝雷片主要由主弦杆和斜竖杆构成，其中主弦杆：410槽钢16MN锰钢；斜竖杆：18槽钢16MN锰钢。主弦杆中心距：1.50M，每片有效长度：3.00M，每片有自重：275。主方向抗弯刚度I1=250500cm4，次方向抗弯刚度I2219.6 cm4。主方向的允许弯

25、矩M=788.2kN.m，剪力Q=245.2kN。3荷载场的计算以单跨为单位进行计算。（1）输运混凝土导管的重量：1548.5kg；（2）输运混凝土的最大重量：7372.6kg；（3）铺设钢板的重量：1978 kg；（4）贝雷片总重量：3850kg。（5）在有水流作用范围内，水流力集度为615.8N/m。4贝雷梁承载能力的计算考虑到钢板分摊作用，两片贝雷片平均分担荷载，均布荷载集度为4284.0N。偏于安全和计算简介，将贝雷梁简化为简支梁，计算结果见图4.1和图4.2所示，由图可知最大弯矩为425.1kN.m，最大剪力为40.48kN，最大挠度为2.097cm。满足贝雷片允许弯矩和剪力要求。图

26、4.1 主弯矩分布图4.2 剪力分布图4.3 挠度等值线5导管架的计算导管架两侧受到偏载作用时，即一侧混凝土输运管运输混凝土，同时受到水流力的作用。有限元计算模型见图4.1所示，钢管架底部为三个方向的铰接约束，贝雷片两端受到铰接约束作用，从而使栈桥水平向受到三个位置的约束，从而增加了抗水平的变形能力。由图可知，最大Mises等效应力为65.29MPa，最大竖向位移为1.244cm，最大水平位移为3.377cm。同时由计算结果得到约束反力，竖向约束反力在-3.83kN118.8kN，仅在局部位置出现，影响不大。水平向约束反力在-28.35kN8.97kN之间，为了增加水平向抗滑能力，应在中间导管

27、架及贝雷片两端采取一些加固措施。图4.1 有限元计算模型图5.5 钢管架Mises等效应力图5.6 钢管架竖向位移分布图5.7 钢管架水流方向水平位移分布图5.8 钢管架竖向反力分布图5.9 钢管架水流方向反力分布6结论与建议如果导管架底部置于力学性能参数好的砂粒层或岩层顶上，此时导管架不会出现因为水流力作用而产生倾覆，这部分水平力由底部摩擦力提供，底部能提供多大摩擦力，有待于进一步验证，否则为了限制导管架的侧向移位，应采用一些附加措施。由地质资料可知，一些导管架底部为淤泥或淤泥质亚粘土，由最大竖向荷载高达75kN，由设计图纸可知，在导管架底部设计了三角形垫板，垫板面积为2.00m2，如果导管

28、架底部直接支承于淤泥层顶，而淤泥的地基允许承载力为50kPa，所以由垫板大小的淤泥提供的支反力为100kN，因淤泥顶受到一定厚度水流作用，地基承载力会有所提高，所以导管架的竖向承载能够满足要求，但为了抵抗水平力的作用，导管架竖向钢管应插入下覆土层一定的深度，至少2.00m。附件四：柬埔寨洞里萨河大桥8#墩施工平台的计算委托单位：杭交工集团柬埔寨大桥工程项目部承担单位：浙江大学结构研究所编 写：王金昌审 核：汪建竹18#墩施工平台基本概况平台基础采用钢管桩排架式，钢管桩直径609，壁厚为8mm，钢管入土至强风化岩顶面，长度根据相应的地质勘察资料而定。 2计算时材料参数和几何参数（1）力学参数 本

29、次计算对象为钢结构，采用弹性本构模型，所以涉及的材料参数为： 弹性模量E=2.01011Pa泊松比=0.3质量密度=7850kg/m3（2）贝雷片贝雷片主要由主弦杆和斜竖杆构成，其中主弦杆：410槽钢16MN锰钢；斜竖杆：18槽钢16MN锰钢。主弦杆中心距：1.50M，每片有效长度：3.00M，每片有自重：275。主方向抗弯刚度I1=250500cm4，次方向抗弯刚度I2219.6 cm4。单片贝雷片主方向的允许弯矩M=788.2kN.m，剪力Q=245.2kN，两片贝雷片主方向的允许弯矩M=1576.4kN.m，剪力Q=490.4kN。3荷载的确定（1）上部自重荷载的计算36C槽钢每延米重量

30、为75.31kg，共有25根，每根长度为20.5m，共重38596.4kg。I56a每延米重量为106.316kg，共有10根，每根长度为13.5m，共重14352.7kg。甲板的钢板厚为8mm，重量为15708.8kg。贝雷片，共有56片，重量为15400kg。所以上部荷载自重总共为84057.9kg。（2）人群荷载，考虑在平台上同时有20个人，每个人重量考虑为100kg，共重2000kg。（3）考虑两台钻机同时施工，每台钻机重量考虑为15t，附属设备为15t，共45t。（4）在有水流作用范围内，水流力集度为615.8N/m。（5）船只撞击力，顺桥向为400kN，横桥向为550kN。4. 平

31、台施工时计算结果及分析4.1 有限元模型的建立采用空间梁单元和弹簧单元对便桥上下部结构共同作用进行模拟，其中弹簧用来模拟土对桩的作用，桩可能发生两个平面上两个方向的变形，所以设置了双向弹簧，其中弹簧的刚度通过”m”法确定，即k=mZ式中，m为抗力系数，粘土取为6106N/m，淤泥取为6106N/m。 Z为自地表向下深度。 I56a、钢管桩和贝雷梁采用两结点空间单元进行离散，为了更符合实际工况，梁与梁之间采用铰接耦合（如图中的圆圈所示），即约束三个平动自由度，转角自由度放松。有限元模型如图4.1所示。图4.1 有限元模型边界条件：桩底施加竖向约束，土弹簧另一端（未与桩相连的端点）施加三个方向的平

32、动自由度约束。荷载的施加：（4） 自重荷载（包括人群荷载）平均分布作用于贝雷梁上，线荷载集度为13039N/m。（5） 钻机及附属设备按不利情况布置于平台中央，以集中荷载的形式施加于四个结点上。 （6） 将水流力以均布荷载的形式施加于每侧的迎水面侧。具体见图4.2所示。图4.2 荷载及边界条件4.2 计算结果及分析 通过有限元计算，可得到应力场和位移场。图4.3为Mises等效应力分布，最大应力为41.69MPa。图4.3 Mises应力分布主方向的剪力和弯矩分布分别见图4.4和图4.5所示，由图可知，最大剪力为219.7kN，最大弯矩为439.3kN.m，远小于两片贝雷片的允许弯矩和剪力。图

33、4.4 主方向的剪力分布图4.4 主方向的弯矩分布平台的竖向位移和水流方向的水平位移分布分别见图4.5和图4.6所示。最大竖向位移为2.113 cm，最大水平位移为1.669mm，说明侧向水流力对变形的影响不容忽视。图4.5 竖向位移等值线图4.6 水流方向侧向位移等值线 图4.7为桩底反力分布，由图可知，最大桩底反力为225.7kN，实际上这部分力由桩侧摩阻力和桩端支承力承担。图4.7 桩底支承反力考虑材料、浮吊、交通船的靠泊等因素，作用于桩顶最外侧位置处，施工平台结构的Mises等效应力分布见图4.8所示和图4.9所示。由图可知，在平台分别受到横桥向和顺桥向撞击荷载作用时，最大Mises等

34、效应力分别达到377.3MPa和238.9MPa，已超过钢材的屈服应力，结构可能发生破坏，所以为了应对该横桥向和顺桥向碰撞力的作用，应采取一些附加防撞措施。图4.8 施工平台受到横桥向水平撞击力作用下的等效应力分布图4.9 施工平台受到顺桥向水平撞击力作用下的等效应力分布5. 采用钢套箱进行8#承台施工时的计算结果及分析根据钢套箱部分的数值模拟分析结果显示，浇筑承台封底混凝土时为最不利加载工况，此时封底混凝土自身强度尚没有发挥出来，所以自重荷载通过钢套箱传到吊点上。5.1 荷载场的确定（1）钢套箱的自重钢套箱部分包括槽钢、I字型钢、圆钢和钢板，这部分重量共：50606.6kg；封底混凝土和承台

35、共重：1262050kg。所以钢套箱部分作用于平台上自重荷载总共为1312656.6kg。 水的浮力向上，该种工况下对钢套箱受力有利，浮力为：704400kg。（2）水的浮力向上，该种工况下对钢套箱受力有利，浮力为：704400kg。 所以作用于每个吊点上的作用力为：(1312656.6-704400)10./16=380160.4kg5.2 计算结果及分析采用第四节的分析模型，除了将钻机荷载移除外，其余条件不变。计算结果见下面图所示。由图5.1图5.3可知，最大Mises等效应力为56.35MPa，最大剪力为170.1MPa，最大弯矩为320.6MPa，满足强度要求。由图5.4和图5.5可知

36、，最大竖向位移为1.757cm，最大水平位移为1.669cm。图5.1 Mises等效应力分布图5.2 主剪力分布图5.3 主弯矩分布图5.4 竖向位移分布图5.5 水平位移分布 图5.6为桩底反力分布，由图可知，最大桩底反力为498.8kN，实际上这部分力由桩侧摩阻力和桩端支承力承担。但此处计算时未考虑七根工程桩的竖向支承作用，所以计算得到的桩底反力较大。图5.6 桩底支承反力在浇筑承台时，工程桩对钢套箱已能提供竖向支承作用，在浇筑承台工况将工程桩的作用简化为竖向弹簧，弹簧的刚度为2.5109N/m，如图5.7给出的考虑工程桩（等效为弹簧作用时）的有限元网格划分图。最不利工况下的约束反力如图

37、5.8所示，每侧总反力分别为82.89kN和87.42kN，弹簧轴向应力分布如图5.9所示，最大为0.991MPa。图5.7 桩底支承反力图5.7 考虑弹簧作用时约束反力图5.8 弹簧中的应力分布将集中荷载集度更改为87.42/4=21.855kN，如图5.9所示，通过计算得到桩底的反力分布如图5.10所示，最大桩底反力为184.3kN。图5.9 部分集中荷载更改示意图图5.10 桩底反力分布7. 单桩承载力的计算7.1 单桩承载力计算公式参照公路桥梁地基与基础设计规范（JTJ024-1985）钻孔灌注桩的容许承载力可按下式计算：式中单桩轴向受压容许承载力（kN）；桩的周长（m）；桩在局部冲刷

38、线以下的有效长度（m）；桩底横截面面积（m2）；桩壁土的平均极限摩阻力（kPa），可按下式计算：土层层数；承台底面或局部冲刷线以下各土层的厚度（m）；与对应的各土层与桩壁的极限摩阻力（kPa）；桩尖处土的极限承载力（kPa），可按下式计算：桩尖处土的容许承载力（kPa）；桩尖的埋置深度（m）；地面土容许承载力随深度的修正系数，取1.0；桩尖以上土的容重（kN/m3）；修正系数，取0.85；清底系数，取1.0。钢管桩桩底均位于好的下卧层，本次计算所涉及的土层或岩层的参数见表7.1所示，其余指标如厚度见地质报告。表7.1 岩土参数分层代号岩土名称地基土允许承载力(kPa)钻孔灌注桩桩侧土极限摩阻力

39、(kPa)1淤泥4082粘土140403亚粘土160453淤泥质亚粘土60151中砂、粗砂200552砾砂250601全风化砂岩4001007.2 单桩承载计算（1）桩周长：（2）钢管桩截面积：（3）钢管桩内芯中空面积： （4）桩侧平均摩阻力的计算： （5）桩端位于强风化岩层中，钢管桩部分采用砾砂层的允许承载力进行计算，钢管桩内芯采用砾砂层上面一层即中砂的允许承载力进行计算。考虑地基极限允许承载力沿深度修正后，中砂的允许承载力为 （6）单桩竖向极限承载力桩端位于强风化岩层中，单桩极限承载力为（7）单桩计算自重根据JTJ024-1985，位于局部冲刷线以下部分的桩身自重的一半作为外力考虑，地面以

40、上桩长4.4m，地面以下至桩端长24.3m，所以单桩计算自重为（8）单桩竖向承载的安全系数7. 结论由以上分析结果可知，8#平台满足施工中使用要求。附件五：柬埔寨洞里萨河大桥塔吊基础受力分析委托单位：杭交工集团柬埔寨大桥工程项目部承担单位：浙江大学结构研究所编 写：王金昌审 核：汪建竹塔吊、基础及吊索详见相关设计图纸。根据设计图纸，塔吊最大臂长考虑为30m，吊重为5t，不利位置时，吊索的最大可能受力为625kN。将吊索的受力分为竖向和水平向两个力分量，分别为=603.7kN=161.8kN吊索基础的有限元模型见图1.1所示。图1.1 有限元分析模型 应力分布结果见图1.2所示，最大Mises应力为63.42MPa，位移分布见图1.3所示，最大位移为1mm。图1.2 Mises应力分布图1.3 位移等值线分布吊索基础反力分布见图1.4所示，最大达334.6kN。图1.4 吊索基础约束反力分布