BIM技術在新橋大橋拱圈轉體施工中的應用

周 權，石峻峰,2

(1 湖北工業大學土木建筑與環境學院，湖北 武漢 430068； 2 中煤三建機電安裝工程有限公司，安徽 宿州 234000)

1 工程概況

新橋大橋位于淮南市壽縣，路線呈東西走向，是新橋國際產業園西向的出城口道路，設計車速為80 km/h。新橋大橋全長726 m，橋跨布置為：3.0 m(橋臺)+10×30 m(預制箱梁)+150 m(斜跨拱)+9×30 m(預制箱梁)+3.0 m(橋臺)，其中主橋跨越規劃江淮運河河道。主橋道路中心線水平面投影為直線，縱斷面的變坡點位于通航凈空中心處，兩側分別為2.4%和2.476%的縱坡。

主橋為斜跨鋼箱拱橋，主梁跨徑為150 m；鋼箱拱跨徑170 m，矢跨比為0.3819，拱肋軸線與橋梁縱向水平面夾角為25°，拱肋高達68 m。主梁法線方向與規劃江淮運河中心線夾角為18.69°。全橋共設12對吊索，使拱肋與橋面連接形成穩定體系[1]。

2 門式桅桿設計說明

根據新橋大橋周圍地理環境、現場實際情況、施工成本及施工技術水平，新橋大橋拱肋的施工方案采取工廠分節段拼裝，然后運至現場完成拱肋整體拼裝。拱肋的現場施工順序為：拱肋左右端水平拼裝、門式桅桿豎立、滑輪組穿繩、通過牽引穩車完成左右兩端拱肋轉體到預定位置、中段拱肋現場組裝并豎向提升至理論位置、下放兩端拱肋到理論位置并完成拱肋合攏施工。

門式桅桿底部通過鉸鏈與地面連接，桅桿整體的固定工作由桅桿頂部的攬風繩連接地面來完成。

2.1 驗算主要內容

按照現場施工過程及前期受力計算書中提出的危險狀態，選擇邊拱起吊和中拱起吊兩個狀態為最不利工況，對橫梁、支座傳力箱體、桁架及桅桿整體的位移及強度進行分析。

2.2 門式桅桿布置說明

門式桅桿布置具體如下:

1)桅桿底部0～10 m范圍內的鋼桁架結構采用變截面設計，所選材質均為Q345。主支撐間距由700 mm×1000 mm變為2200 mm×2700 mm。變截面部分四角主支撐采用300 mm×300 mm×20 mm方管。底部高度0～960 mm范圍內方管外圍焊接20 mm厚鋼板進行加強。960～10000 mm節段變截面部分橫向布置間距為：1@1 m，4@2 m；規格為100 mm×100 mm×6 mm方管。變截面部分斜撐規格為100 mm×100 mm×6 mm方管;

2)中間部分等截面桁架由15節標準節段拼裝組成，所選材質均為Q345。單節標準節段高度為4 m，主支撐間距為2200 mm×2700 mm。四角主支撐采用300 mm×300 mm×12 mm方管。交叉撐中部橫撐采用140 mm×140 mm×6 mm方管。交叉撐及其它橫撐采用100 mm×100 mm×6 mm方管;

3)橫梁及下部傳力箱模型采用Q345和Q420q的板單元構成。門式桅桿如圖1所示。

圖1 門式桅桿模型

圖2 拱圈及支架BIM模型

3 結構計算

采用Tekla作為新橋大橋BIM信息化模型[2]建模軟件，依據設計圖紙，建立主橋部分BIM模型，模型精度達到LOD300。該等級的模型單元等同于傳統施工圖和深化施工圖層次[3]。此模型已經能很好地用于成本估算以及施工協調包括碰撞檢查，施工進度計劃以及可視化。BIM模型如圖2所示。

3.1 計算模型及邊界條件

利用Tekla建立的門式桅桿BIM模型，導出dxf線模，再導入Midas中進行前處理，得到門式桅桿的計算模型，大大減少了建立計算模型所需的時間和不必要的重復工作。計算模型如圖3、圖4所示。

圖3 桅桿整體計算模型

圖4 橫梁45度側視圖

計算模型的邊界條件設置如下：1)桅桿底部在橫梁長邊方向為鉸支；2)橫梁底部在橫梁短邊方向為鉸支。

3.2 荷載計算

利用Tekla建立的拱圈模型，得到起吊時邊拱和中拱的重量，來確定拱圈提升時門式桅桿所受到的荷載。

3.2.1 邊拱起吊狀態所受荷載及荷載方向如表1所示。

表1 邊拱起吊荷載

3.2.2 中拱起吊狀態待邊拱起吊到位后，開始提升中拱，此時橫梁受力最大，且受彎剪扭復雜應力組合，處于最不利狀態。所受荷載及荷載方向如表2所示。

表2 中拱起吊荷載

3.2.3 其他細節說明

1)橫梁部分：由于橫梁受力復雜，桅桿的重要性極高，故考慮重力荷載外所有荷載乘以2.0，以便達到2.0的安全系數儲備。

2)支座下傳力箱體：支座下傳力箱體位于橫梁兩端正下方，承受來自于鉸鏈從橫梁傳遞下來的豎向力和水平力。同時，將豎向力和水平力傳遞到下部桁架。和橫梁一起計算，自動考慮橫梁傳遞下來的水平力和豎向力，不再列出。

3)桁架：桁架位于支座下傳力箱體正下方，承受來自于支座下傳力箱體傳遞下來的豎向力、水平力及彎矩。與橫梁、支座下傳力箱體一起計算，自動考慮支座下傳力箱體傳遞下來的所有荷載，此處不再列出。

4)桅桿整體：考慮桅桿整體變形及應力分布情況。整體計算，使用橫梁所受外部荷載，此處不再列出。

3.3 結構計算

考慮到該門式桅桿的高度較大，且底部采用鉸接釋放了Y方向的彎矩，所以桅桿頂部容易產生水平位移。為此，需提前進行桅桿變形及穩定性的計算。通過計算變形得出桅桿在各工況下可能出現的位移，為后期實際施工中利用鋼索控制位移提供理論依據和幫助。

1)模型整體變形情況(圖5、圖6)

圖5 中拱起吊時整體變形情況

圖6 邊拱起吊時整體變形情況

2)變形結果統計

選取橫梁四條邊線上的節點為特征點，求得各特征點的位移，以此來統計橫梁各部分的位移，橫梁邊線編號如圖7所示。分別計算邊拱起吊和中拱起吊兩種工況下的位移。

圖7 橫梁邊線編號

選取橫梁邊線上的控制點，算得其在兩種工況下的位移。

位移主要為水平位移，橫梁各邊線上控制點的X方向位移如圖8所示，中拱起吊時X方向最大位移為674.86 mm，邊拱起吊時X方向最大位移為-296.04 mm。

圖8 橫梁控制點X方向位移

特征點Y方向位移如圖9所示，中拱起吊時Y方向最大位移為1.02 mm，邊拱起吊時Y方向最大位移為1.31 mm。

圖9 橫梁控制點Y方向位移

特征點Z方向位移如圖10所示，中拱起吊時Z方向最大位移為-37.74 mm，邊拱起吊時Z方向最大位移為-37.09 mm。

圖10 橫梁控制點Z方向位移

由于桁架采用底部鉸鏈釋放了Y方向的彎矩，在邊拱起吊時，橫梁扭矩最大，在桁架頂部產生了較大水平位移。在邊拱起吊時，最大總位移位于橫梁處，為318 mm；在中拱起吊時，最大總位移位于橫梁處，為672 mm。

在實際施工過程中，扭矩會傳遞到桁架上，由桁架承擔，纜風可以控制水平位移，控制橫梁的水平位置，不會出現計算中出現的水平位移。但計算中較大水平位移提醒我們，由于桁架采用底部鉸鏈釋放了Y方向的彎矩，一點很小的不平衡水平力會引起較大的變形，所以要嚴格控制水平力平衡。

3)應力結果統計

表3 橫梁應力分布 MPa

表 4 支座下傳力箱體應力分布 MPa

在所有工況下，橫梁其余各處的最大等效應力均小于250 MPa，沒有屈服區，所以邊拱和中拱吊裝過程中，橫梁的強度符合穩定性的要求[4]。

4 桅桿穩定性分析

4.1 長細比

根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008附錄J.1，桅桿底部鉸支，頂部自由，由于變截面長度較小，且位于底部，做了局部加強，不考慮變截面系數[5]。根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008表J-1，長度系數值取2.00。

根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008第6.6.1.1條，主要受壓承載結構件[λ]=120～150；桅桿桁架為受壓的主要承載結構件,長細比λhx=λhy=67<120,長細比滿足要求。

4.2 穩定系數

桁架的截面類型對x、y軸均為b類。Q345表示屈服點為345 MPa，抗拉強度約490～620 MPa，σb=490 MPa,σs=345 MPa。根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008第6.6.1.1條得假想細長比λF=81.2。

根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008附錄表K-2,查得b類截面軸心受壓構件的穩定系數φ=0.678。

4.3 抗彎模量

4.4 許用應力

4.5 整體穩定性分析

根據《起重機設計規范》GB/T3811-2008 第6.6.3條得壓彎構件的整體穩定性。由橫梁傳遞到單邊桁架頂部軸心的軸向壓力(取中拱加2倍荷載時的軸力，邊拱時為14000 kN)和彎矩(取邊拱加2倍荷載時的彎矩)分別為：F=8500 kN；My=2550 kN·m；桁架的截面類型對x、y軸均為b類：Mx=0，為單向壓彎構件。

5 結束語

1)運用Midas civil對新橋大橋的臨時桅桿支架進行了力學驗算，通過使用Tekla建立的三維模型，大大減少了有限元軟件的建模時間，也避免了重復建模的浪費，對之后的BIM軟件在實際工程中的充分利用提供了一定的思路和幫助。

2)通過Midas的結構計算，在考慮了橫梁及滑車重力、邊拱提升力、中拱提升力、纜風拉力等荷載的情況下，確保支架整體的穩定性及安全性滿足規范的要求，保證了整個門式桅桿體系的安全。

3)全橋拱圈的起吊工程于2019年6月全部完成，現場通過纜風對桅桿的水平位移起到了很好的控制，實際工程中變形及位移也均滿足工程要求。因此，該案例的分析結果也能為其他臨時支護結構的設計提供參考依據。