高架特大桥现浇支架计算书

'都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书都江堰高架特大桥210#～215#现浇支架计算书一、设计概况本梁为都江堰高架特大桥(26.2+3×26.9+26.2)m双线预应力混凝土连续梁(满堂支架现浇施工)，为车站渡线(道岔类型为SYCO501～SYCO501)而设，墩号为210#～215#。梁高2.6m，截面采用单箱单室斜腹板形式。梁端顶板厚为60cm，腹板厚80cm，底板厚60cm。跨中顶板厚为35cm，腹板厚48cm，底板厚60cm。顶板宽度为11.4m，底板宽度5.8m，两侧腹板与顶底板相交处均采用倒角过渡。具体结构尺寸如下：图1梁端截面图2跨中截面二、现浇支架方案底模采用18mm木胶合板，其下铺设100mm×100mm肋木（纵向），间距为30cm；肋木下铺设150mm×150mm承重方木（横向）；在承重方木下搭设碗扣支架。本梁腹板为斜腹板，且采用倒角过渡，为保证浇筑质量及梁体外观，其支架采用劲性骨架形式，详见《劲性骨架图》。碗扣式支架布置为：腹板下间距为60cm（横）×60cm（纵）×60cm（步距），其它位置（底板和翼缘板）下间距为90cm（横）×60cm（纵）×120cm（步距）。三、荷载分析及结构计算3.1模板及支架的计算1、腹板位置支架计算：15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书(1)荷载组合：取腹板高度H＝2.6m，a、砼（含钢筋）自重26.5×2.6=68.9KN/m2b、模板及内支撑：4KN/m2c、施工人员及机具：2KN/m2d、振捣砼产生的荷：2KN/m2e、倾倒砼产生荷载：2KN/m2强度验算：a+b+c+d+e(2)支架结构材料物理力学性能1、木胶合板：顺纹弯应力18N/mm2，弯曲剪应力1.7N/mm2，弹性模量10000N/mm2。2、木材（红杉木）：顺纹弯应力11N/mm2，弯曲剪应力1.8N/mm2，弹性模量9000N/mm2。3、Q235钢材：拉压应力σ=140×1.3=182MPa，弹性模量2.1×109N/mm2,弯曲应力σw=145×1.3=188.5MPa剪应力τ=85×1.3=110.5MPa(3)模板计算：采用厚度为18mm酚醛树脂胶合板a、荷载：68.9+4+2+2+2=78.9KN/m2b、取1mm宽板条按四跨连续梁计算（熊猫板规格为1.22m×2.44m，取宽度1.22m计算）q=78.9×1×10-3=0.0789N/mm跨度L=300mm，L净=200mm,按四跨连续梁计算则查《简明施工计算手册》P47则M=KMql2=0.107×0.0789×2002=336.69N∙mmσ=MW=336.6954=6.3MPa<18Mpa（可）V=KMql=0.607×0.0789×200=9.58Nτ=32×VA=32×9.581×18=0.80MPa<1.7Mpa（可）位移计算：ω=KMql4100EI=0.632×0.0789×2004100×104×486=0.16mm<200500=0.40mm（可）(4)横肋计算：采用100×100mm方木（上层），熊猫板自重为0.135N/m，忽略不计。q=0.0789×300=23.67N/mm取跨度L=600mm，按4跨连续梁计算:15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图3结构简图图4弯矩图图5剪力图图6位移图则Mmax=912985.71N∙mmσ=MW=912985.71166667=5.48MPa<11Mpa（可）Vmax=8622.64Nτ=32×VA=32×8622.64100×100=1.29MPa<1.8Mpa（可）位移计算：ωmax=0.26mm<600500=1.2mm(5)纵肋计算：采用150×150mm方木（下层）考虑到结构安全，腹板所在范围碗口式支架全部按照600mm间距布置q=0.0789×600=47.34N/mm取跨度L=600mm。15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图7结构简图图8弯矩图图9剪力图图10位移图则Mmax=1793936.84N∙mmσ=MW=1793936.84562500=3.19MPa<11Mpa（可）Vmax=17191.89Nτ=32×VA=32×17191.89150×150=1.15MPa<1.8Mpa（可）位移计算：ωmax=0.11mm<600500=1.2mmR=14949.37+17191.89=32141.26N(6)支架计算碗扣支架自重杆件规格件数单重(N)总重(N)备注立杆LG-3004173692立杆设计荷载横杆HG-6042291218横杆竖向步距600mm，P=40KN/根天托1101101横杆竖向步距1200mm，P=30KN/根15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书底座1101101横杆竖向步距1800mm，P=25KN/根合计482112横杆竖向步距2400mm，P=20KN/根1、腹板段单根立杆最大荷载：N1=32141.26N2、碗扣式支架自身荷载(14m)N2=2112N则有：N=32141.26+2112=34253.26N=34.4KN<40KN/根。3、考虑风荷载时立杆的强度检算风荷载标准值ωk=βzμsμzω0      式中ωk—风荷载设计标准值   βz—高度Z处的阵风系数，取βz=1.23μs—风荷载体型系数，取μs=0.8ω0—基本风压，取ω0=0.35KPa  (全国基本风压分布图)μz—风压高度变化系数,   取μz=0.9风荷载标准值计算：ωk=βzμsμzω0 =1.23×0.8×0.9×0.35=0.31KPala立杆纵距0.6m，h立杆步距0.6m，则：M=0.85×1.4ωklah210=0.85×1.4×0.31×0.6×0.6210=0.00797KN∙m立杆稳定性：A=489mm2，w=5080mm3，ix=1.578cm，l0=0.6+2×0.3=1.2mλ=l0ix=120015.78=76.05,查表得:ψ=0.714NψA+MW=34.4×1030.714×489+0.00797×1065080=100.10MPa<σ=182MPa由上计算可知:碗扣式支架满足设计要求。(7)地托下方木及地基承载力检算：施工时，支架的地基采用40cm砂卵石换填，分层碾压密实，其上用15cm的C15混凝土找平硬化。单根立杆承受的最大载荷为：N=R=32141.26N地托尺寸为15×15cm，则有：承受压应力：σ=32141.26150×150=1.43N/mm2<σ=31.7N/mm2剪应力：τ=32141.26150×150=1.43N/mm2<τ=6.7N/mm2地基压应力：σ=32141.26(150+150×2)×(150+150×2)=0.158N/mm2为确保安全,分层碾压密实后地基承载力达到250KPa,即可进行下一道工序施工。15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书2、其它位置支架计算：(1)荷载组合：取顶底板高度H＝1.2m，a、砼（含钢筋）自重26.5×1.2=31.8KN/m2b、模板及内支撑：4KN/m2c、施工人员及机具：2KN/m2d、振捣砼产生的荷：2KN/m2e、倾倒砼产生荷载：2KN/m2强度验算：a+b+c+d+e(2)支架结构材料物理力学性能1、木胶合板：顺纹弯应力18N/mm2，弯曲剪应力1.7N/mm2，弹性模量10000N/mm2。2、木材（红杉木）：顺纹弯应力11N/mm2，弯曲剪应力1.8N/mm2，弹性模量9000N/mm2。3、Q235钢材：拉压应力σ=140×1.3=182MPa，弹性模量2.1×109N/mm2,弯曲应力σw=145×1.3=188.5MPa剪应力τ=85×1.3=110.5MPa(3)模板计算：采用厚度为18mm酚醛树脂胶合板a、荷载：31.8+4+2+2+2=41.8KN/m2b、取1mm宽板条按四跨连续梁计算（熊猫板规格为1.22m×2.44m，取宽度1.22m计算）q=41.8×1×10-3=0.0418N/mm跨度L=300mm，L净=200mm,按四跨连续梁计算则查《简明施工计算手册》P47则M=KMql2=0.107×0.0418×2002=178.904N∙mmσ=MW=178.90454=3.3MPa<18Mpa（可）V=KMql=0.607×0.0418×200=5.07Nτ=32×VA=32×5.071×18=0.42MPa<1.7Mpa（可）位移计算：ω=KMql4100EI=0.632×0.0418×2004100×104×486=0.09mm<200500=0.40mm（可）(4)横肋计算：采用100×100mm方木（上层），熊猫板自重为0.135N/m，忽略不计。q=0.0418×300=12.54N/mm取跨度L=900mm，15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书按4跨连续梁计算:图11结构简图图12弯矩图图13剪力图图14位移图则Mmax=1088292.86N∙mmσ=MW=1088292.86166667=6.53MPa<11Mpa（可）Vmax=6852.21Nτ=32×VA=32×6852.21100×100=1.03MPa<1.8Mpa（可）位移计算：ωmax=0.69mm<900500=1.8mm(5)纵肋计算：采用150×150mm方木（下层）考虑到结构安全，碗口式支架按照600mm间距布置q=0.0418×900=37.62N/mm取跨度L=600mm。15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图15结构简图图16弯矩图图17剪力图图18位移图则Mmax=1425600N∙mmσ=MW=1425600562500=2.53MPa<11Mpa（可）Vmax=13662Nτ=32×VA=32×13662150×150=0.91MPa<1.8Mpa（可）位移计算：ωmax=0.41mm<600500=1.2mmR=11880+13662=25542N(6)支架计算碗扣支架自重杆件规格件数单重(N)总重(N)备注立杆LG-3004173692立杆设计荷载横杆HG-601129319横杆竖向步距600mm，P=40KN/根横杆HG-901139.7436.7横杆竖向步距1200mm，P=30KN/根15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书天托1101101横杆竖向步距1800mm，P=25KN/根底座1101101横杆竖向步距2400mm，P=20KN/根合计281649.71、单根立杆最大荷载：N1=25542N2、碗扣式支架自身荷载(14m)N2=1649.7N则有：N=25542+1649.7=27191.7N=27.2KN<30KN/根。3、考虑风荷载时立杆的强度检算风荷载标准值ωk=βzμsμzω0  式中ωk—风荷载设计标准值   βz—高度Z处的阵风系数，取βz=1.23μs—风荷载体型系数，取μs=0.8ω0—基本风压，取ω0=0.35KPa  (全国基本风压分布图)μz—风压高度变化系数,   取μz=0.9风荷载标准值计算：ωk=βzμsμzω0 =1.23×0.8×0.9×0.35=0.31KPala立杆纵距0.9m，h立杆步距1.2m，则：M=0.85×1.4ωklah210=0.85×1.4×0.31×0.9×1.2210=0.0478KN∙m立杆稳定性：A=489mm2，w=5080mm3，ix=1.578cm，l0=1.2+2×0.3=1.8mλ=l0ix=180015.78=114.07,查表得:ψ=0.470NψA+MW=27.2×1030.470×489+0.0478×1065080=127.76MPa<σ=182MPa由上计算可知:碗扣式支架满足设计要求。(7)地托下方木及地基承载力检算：由于地基处理方式与腹板位置相同，且单根立杆承受的最大载荷为：N=R=25542N<32141.26N，故该处计算省略。3.2门洞处计算：1、分配梁计算采用I14工字钢作为分配梁，横向布置在贝雷梁上。其荷载大小为：腹板位置：1、单根立杆最大荷载：N1=32141.3N2、碗扣式支架自身荷载(14m)15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书N2=101.9×2+14×29+101×2=811.8N则有：N=32141.3+811.8=32953.1N其它位置1：1、单根立杆最大荷载：N1=25542N2、碗扣式支架自身荷载N2=101.9×2+2×29+2×39.7+101×2=543.2N则有：N=25542+543.2=26085.2N其它位置2：1、单根立杆最大荷载：N1=16620.7N2、碗扣式支架自身荷载N2=17.31+14.02+10×39.7+101×2=912.3N则有：N=16620.7+912.3=17533N根据搭设实际情况，腹板及底板位置其结构力学模型如下：图19结构简图则有：图20弯矩图图21剪力图15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图22位移图则Mmax=11142115.17N∙mmσ=MW=11142115.17102×103=109.2MPa<188.5Mpa（可）Vmax=31805.2Nτ=VmaxSIxd=31805.2120×5.5=48.2MPa<110.5Mpa（可）ωmax=1.6mm<2000500=4mmN2=N7=39.7KN，N3=N6=79.5KN，N4=N15=45KN2、贝雷梁计算（1）荷载分析单片贝雷梁自重321kg（含销子、支撑架），计q1=1.1KN/m。其由上传下的荷载为：q2=20×79.5/12=132.5KN/m。则q总=q1+q2=135.8KN/m（2）贝雷梁结构受力检算跨度布置如下《结构简图》。图23结构简图则有：图24弯矩图15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图25剪力图图26位移图图27贝雷梁布置图贝雷梁结构受力检算结果汇总表编号及位置最大弯矩(KN.m)最大剪力(KN)最大挠度（mm）横梁支承反力(KN)备注1615.6307.84.8410.4410.4双排单层21222.2611.16.6814.8814.8三排单层3694.8347.45.4463.2463.2双排单层4694.8347.45.4463.2463.2双排单层51222.2611.16.6814.8814.8三排单层6615.6307.84.8410.4410.4双排单层双排单层贝雷梁容许内力为：M=1576.4KN∙m，τ=490.5KN三排单层贝雷梁容许内力为：M=2246.4KN∙m，τ=698.9KN由上表可知：贝雷梁受力小于容许内力，能满足设计要求。（3）贝雷梁结构加强措施①贝雷梁横向稳定性加强措施由于贝雷梁支架设计受梁体结构限制，设计中翼缘按单片使用布置，无法使用贝雷梁结构中的横向支撑架。为防止贝雷梁受侧向风压及荷载偏压失稳，贝雷梁片间上、下平面（按每3m贝雷梁布置一道上、下平联）必须设置横向联接桁架与腹板下多排贝雷连接，支架的15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书前后端也应设置横向联接支架，将翼缘与腹板贝雷梁支架联接成整体。横向支架材料用[10槽钢焊接成桁架结构，用U形螺栓与贝雷桁片弦杆联接牢固。②贝雷梁支撑点加强措施在钢管支墩顶支承处的贝雷梁需要另外加设立杆（双[10槽钢），其上下顶紧贝雷梁弦杆。（4）加强立杆的计算由于在钢管支墩顶支承处加设了2[10，背靠背，顶紧上下弦杆，所以该处贝雷梁只有竖杆位置受力，因此仅需验算2［10的稳定性。该处最大支反力为611.1kN，分布至单片贝雷梁时则为203.7KN。[10的材料特性为：A=2.55×10-3m2，I=1.26×10-6m4，i=IA=0.0222m，λ=μli=1×1.50.0222=68查表得:ψ=0.736则2［10能承受的最大轴向压力为：0.736×2.55×10-3×188.5×106=354KN>203.7KN（5）工字钢的计算横梁采用2I56a工字钢，其截面特性为：A=27076mm2，Ix=131152×104mm4，Wx=4684×103mm4，IxS=477mm，d=22mm，g=2.12KN/m工字钢受力情况为：图28结构简图则有：图29弯矩图15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书图30剪力图图31位移图则Mmax=482.83KN∙m=482.83×106N∙mmσ=MW=482.83×1062×2342×103=103.1MPa<188.5Mpa（可）Vmax=714.09KN=714090Nτ=VmaxSIxd=714090477×22=68MPa<110.5Mpa（可）位移计算：翼板最外侧处：ωmax=0.29mm<2000400=5mm其它部位：ωmax=1.02mm<4000400=10mmN1=N3=1128.7KNN2=1144.8KN（6）钢管的计算：取最大轴力进行计算，则N=1144.8KNф530×10钢管截面回转半径为i=D2+d24=5302+51024=183.9mm钢管计算长度为4.32m，则长细比为λ=li=4320183.9=23.5查表得折减系数为ψ=0.959，考虑施工误差导致的偏心10cm受压则M=eN=114.5KN∙m15 都江堰高架特大桥210～215现浇支架计算书则σ=NψA+MW=1144780N0.959×π×(5302-5102)4+114.5×106N∙m55237.052×104530/2=128.0MPa<215MPa（可）（7）扩大基础的计算基础为方形基础上层1.5m×1.5m×0.6m+下层3m×3m×0.6m的C20混凝土。底面设置一层B20的钢筋，钢筋间距20cm。钢管长4.32m，则有：N=1145+1.28×4.32=1150.5kNM=1145×0.1=114.5kN∙m则σ=N+GA+MW=1150.5+（1.5×1.5×0.6+3×3×0.6）×243×3+114.54.5=171.3KPa根据施工现场提供数据，该处地基处理后要求承载力达到250KPa，安全系数为250×1.2/171.3=1.75。15'