宜水高速公路C合同段掛籃計算書(2003.8.8改)

1、柏溪金沙江大橋掛籃計算書 四川通程路橋建設有限責任公司宜水路C合同段項目經(jīng)理部宜水高速公路C合段柏溪金沙江大橋主橋掛籃計算書1、工程概況宜水高速公路C合同段柏溪金沙江大橋主橋為140米+ 249米+ 140米三跨一聯(lián)預應力混凝土連續(xù)剛構(gòu)橋，主墩均為雙薄壁柔性墩,主橋全長529m，宜賓、水富兩岸各設一交界墩。本橋主梁采用單箱單室、三向預應力混凝土箱型斷面。箱梁根部高15m，跨中及邊跨15.5m直線段高4.2m，采用1.5次拋物線變化。箱底寬13.5m，兩側(cè)懸臂長5.5m，全寬24.5m。頂板除0號塊件兩橫隔板間厚48.5cm外，余者均由28.5cm變至48.5cm。0號塊件兩橫隔板間底板厚1.5

2、m，余者由1.5m厚按二次拋物線變化至跨中38cm厚。腹板厚分130cm、80cm、70cm和65cm四個等級，級間設過渡段。主橋共設置橫隔板6道，即薄壁墩處4道，兩邊跨端部各設一道。主橋在兩岸交界墩處各設一道SSFB160伸縮縫和兩個GPZ15000DX盆式支座。根據(jù)施工設計圖要求，除兩邊跨各有一段支架現(xiàn)澆段及0號塊件、主橋合龍段外，其余塊件采用掛籃懸澆的方式施工。1至8塊件節(jié)段長為2m，最大控制重量為1塊件310.1T，9至17塊件節(jié)段長為2.5m，最大控制重量為9塊件300.1T，18至28塊件節(jié)段長為3m，最大控制重量為18塊件286.6T，29至39塊件節(jié)段長為4m，最大控制重量為2

3、9塊件282.0T。按施工設計要求,本橋主梁采用自制三角斜拉式掛籃懸澆的方式施工。此掛籃在重慶涪陵長江大橋加工并使用，在瀘州長江二橋和成高速公路B3合同段南充華興寺嘉陵江大橋改制后分別用于隆納高速公路W2合同段瀘州長江二橋和成南高速公路B3合同段南充華興寺嘉陵江大橋。本掛籃在此基礎上結(jié)合宜水路C合同段柏溪金沙江大橋主橋單箱、單幅、大懸臂的特點進行改制設計。2、計算基本資料2.1荷載系數(shù)：有關荷載系數(shù)根據(jù)交通部頒發(fā)的公路橋涵設計與施工規(guī)范，荷載系數(shù)取值如下：1、考慮箱梁砼澆注時脹膜、動力等因素的超載系數(shù)取1.05；2、澆注砼時的動力系數(shù)取1.2；3、掛籃空載行走時沖擊系數(shù)取1.3；4、澆筑砼和掛

4、籃行走系數(shù)時抗傾覆穩(wěn)定系數(shù)取1.5。2.2、作用于掛籃的荷載：1、箱梁砼荷載：澆注箱梁的最大重量為310.1T，考慮澆注砼時動力因素和掛籃施工安全方面的重要性，控制設計最大荷載為W = 1.2×310.1= 372.12 T；2、施工機具及人群荷載2.5 KPa；3、掛籃自重:1392 KN；4、風荷載:(當?shù)貧庀筚Y料提供)。2.3、荷載組合：荷載組合：砼重量+動力附加荷載+掛籃自重+人群和施工機具重；荷載組合：砼重量 + 掛籃自重 + 風載；荷載組合：砼重量 + 掛籃自重 + 人群和施工機具重；荷載組合：掛籃自重+ 沖擊附加荷 + 風載；荷載組合I用于掛籃主承重系統(tǒng)強度和穩(wěn)定性計算

5、；荷載組合用于剛度計算，荷載組合用于掛籃行走驗算。3、荷載分析計算：3.1、掛籃自重計算：掛籃結(jié)構(gòu)示意圖如下： 掛籃施工1塊件立面布置圖 掛籃施工1塊件側(cè)面布置圖掛籃恒載在各部件上的分配荷載如下：、單根主縱梁： W1=90KN、前上橫梁：因為掛籃有兩種規(guī)格的前上橫梁，計算時按最長的計算， W2=78.2 KN、 前下橫梁： W3=57.4KN 、 前下分配梁：W4=48.5KN、 后上橫梁：全長25.4m，自重95.7KN。W5=95.7KN、 后下橫梁：全長26.4m自重51.1KN。W6=51.1KN、 外側(cè)模重量：(含翼緣板底模及平臺、骨架重量等)W7 = 309.9KN、內(nèi)側(cè)模及平臺重

6、量：W8 = 184.2KN、下底模平臺重量：W9 = 197KN、行走系統(tǒng)重量：W10 = 70KN、后錨系統(tǒng)重量：W11 = 20KN；、其它共重10KN，W12 = 100KN（含液壓站系統(tǒng)、臨時平臺、主縱梁支點、軌道工字鋼等）掛籃總計自重為：W總 = 1392 KN3.2、箱梁砼荷載計算3.2.1、箱梁荷載分布圖、1號塊件箱梁砼荷載分布圖 、8號塊件箱梁砼荷載分布圖 、19號塊件箱梁砼荷載分布圖 、 29號塊件箱梁砼荷載分布圖 3.2.2用CAD求面積的命令可計算出1、2斷面面積，結(jié)果如下：、1斷面兩個腹板砼面積為:S1腹 = 16.8526×2 = 33.705 m2、1斷

7、面底板砼板面積為:S1底 = 20.9409m2 、1斷面頂板砼板面積為:S1頂 = 7.3239m2 、1斷面翼緣板砼板面積為:S1頂 = 2.6267×2 = 5.253 m2同理可計算出2斷面面積:、2斷面兩個腹板砼面積為:S2腹 = 11.6728×2 = 23.346 m2、2斷面底板砼板面積為:S2底 = 17.7461m2 、2斷面頂板砼板面積為:S2頂 = 5.8572m2 、2斷面翼緣板砼板面積為:S2頂 = 2.6255×2 = 5.251 m2兩個斷面面積求平均值后乘以塊件長度可得塊件的體積。V底板=×2=×2= 38.6

8、87m3同理可計算出其他部分的體積V腹板 = 57.051 m3 V頂板 = 13.181 m3 V翼緣板 = 10.504 m31號塊件總體積為V總=119.423m3,V設=119.269m3比設計圖紙上1號塊件的體積多0.154m3同理可計算出9號、18號、29號塊件的各部分體積及合計體積,見下表。3.3、各種規(guī)格節(jié)段箱梁砼方量比較表：節(jié)段號節(jié)段長m砼方量m3V底板V腹板V頂板V翼緣板V合計1號塊件2m38.68757.05113.18110.504119.4239號塊件2.5m36.52650.39414.57313.124114.58118號塊件3m31.05244.56816.70

9、415.748108.09129號塊件4m26.04737.06922.25320.992106.3613.4、各種規(guī)格節(jié)段箱梁砼重量比較表：節(jié)段號節(jié)段長m砼荷載KNG底板G腹板G頂板G翼緣板G合計1號塊件2m1005.91483.33342.71273.1031059號塊件2.5m949.681310.24378.9341.222979.118號塊件3m807.351158.77434.304409.452810.3429號塊件4m677.22963.794578.58545.792765.394、掛籃主縱梁在各種荷載組合下前端受力分析在計算掛籃主縱梁前端受力計算時，根據(jù)各種規(guī)格箱梁砼重量及

10、節(jié)段長度各種荷載組合情況下分別計算，找出作用在主縱梁前端上最不利的荷載組合。計算方法如下：計算時將箱梁砼及掛籃下底平臺模板、上內(nèi)模平臺、內(nèi)外側(cè)模、前上、下橫梁看成一個整體，求出作用在前上橫梁上的反力，根據(jù)作用的反力求出主縱梁及斜拉帶的內(nèi)力及后錨的反力。確定后錨的安全系數(shù)。計算時分別考慮以下荷載的組合。荷載組合：砼重量+動力附加荷載+掛籃自重+人群和施工機具重；荷載組合：砼重量 + 掛籃自重+風載；4.1、在荷載組合情況下，澆注各塊件時，前上橫梁作用在主縱梁的反力計算4.1.1澆注1號塊件時上橫梁作用在主縱梁的反力計算、作用在掛籃上的荷載有：a、 箱梁荷載：G1號 =3105×1.05

11、×1.2=3912.3 KNb、 掛籃自重：計算對掛籃主縱梁前端的荷載時前上橫梁、前下橫梁、前下分配梁重量另計，暫不考慮主縱梁的重量，考慮內(nèi)、外側(cè)模（含翼緣板平臺、內(nèi)模平臺），底模平臺底模的重量。WN = W7 + W8 + W9 =309.9 + 184.2 +197= 691.1 KN式中WN為部分掛籃重量（含外側(cè)模重量： W7 = 309.9KN、內(nèi)側(cè)模重量W8 = 184.2 KN、下底模平臺重量：W9 = 197KN）c、施工機具及人群荷載2.5 KPa1號塊件長為2m，箱梁寬度為24.5m，故作用在箱梁頂面的施工機具及人群荷載W人=2.5×2×24.5

12、=122.5KN、計算簡圖：由于采用掛籃懸澆施工時，其作用原理為通過后橫梁的后吊帶將部分砼荷載及掛籃自重傳至已澆砼的頂?shù)装迳?，部分砼荷載及掛籃自重通過前橫梁及前吊帶傳至主縱梁上前端，然后利用主縱梁的將作用在前端的荷載傳到后錨上。由于只計算作用在掛籃前端的反力故在計算時可將箱梁砼及部分掛籃的重量看成一個整體，算出主縱梁上的作用反力。計算圖示如下： 、作用在主縱梁前端反力計算根據(jù)荷載組合可知，荷載組合為P = G1號+W人= 3912.3+122.5=4034.8 KNWN = 691.1 KN根據(jù)以上計算圖示由平衡條件可得：Rb×5.8=P×1.5 + WN×2.5

13、故有：Rb = = =1341.37 KN加上前上橫梁重量W2=78.2 KN、前下橫梁：W3=51.22KN，前下分配梁: W4=48.5KN故作用在兩個主縱梁前端的作用力Q總為：Q總 = Rb + W2 + W3 + W4 =1341.37 + 78.2 + 51.22 + 48.5=1519.29 KN作用在單根主縱梁上的反力為Q = Q總/2 = 759.65 KN即在在荷載組合情況下，澆注1號塊件時前上橫梁作用在主縱梁的反力為:Q = 759.65 KN4.1.2同理可計算出掛籃前端在其他規(guī)格箱梁節(jié)段荷載作用下前端受力：同理可計算出在荷載組合情況下,澆注1號、9號、18號、29號塊件

14、時一根掛籃主縱梁前端受力分別為：Q1 = 759.65 KN Q9 = 827.29 KN Q18 = 802.52 KN Q29 =1041.65 KN由以上計算可知：在澆注29號塊件時, 在荷載組合情況下, 一根主縱梁前端受力最不利,最大受力為:Q29 = 1041.65 KN5、 在荷載組合情況下，掛籃主縱梁內(nèi)計算及強度、剛度計算5.1掛籃受力圖示根據(jù)掛籃設計圖,掛籃主縱梁受力圖示為:根據(jù)已算出的掛籃主縱梁前端的受力, Q29 = 1041.65 KN, 采用SAP2000可計算出三角斜拉式掛籃主要構(gòu)件的內(nèi)力。5.2 掛籃主縱梁及斜拉帶、立柱的幾何特牲主縱梁的幾何特牲，考慮到主縱梁已用了

15、幾個工地，其內(nèi)部已嚴重銹蝕，在計算時鋼板計算厚度按實際厚度減少2mm計算。A1鋼板的面積為： A1 = 95.6×2×1.4 = 267.68cm2A2鋼板的面積為： A2 = 50×2×2 = 200cm2A1鋼板的慣性矩為：Ix1 = 2×bh3/12 = 2×1.4×95.63/12 = 203868.66 cm4A2鋼板的慣性矩為：Ix2 = 2×bh3/12 = 2×50×23/12 = 66.67 cm4組合截面慣性矩為：IX = Ix1+Ix2+d2A2=203868.66+66.

16、67+（95.6/2+2/2）2×200=680223.33 cm4x = Ix/(h/2) = 680223.33/50 = 13604.47 cm3主縱梁截面積為: A = A1 + A2 = 267.68+200 = 467.68 m2立柱的幾何特性：立柱采用240a的槽鋼，其截面特性為：截面高度H=400mm；截面寬度B=100mm；翼緣厚度tf=18mm；腹板厚度tw=10.5mm；中性軸距離z0=24.9mm；截面面積A=2×A1=2×7504=15008 mm2 =150.08cm2慣性矩Ix=2Ix1=175777000×2=351554

17、000mm4 = 35155.4 cm4截面模量Wx=2Wx1=2×878885=1757770=1757.77cm3；單位重量:58.906Kg/m。斜拉帶幾何特牲：斜拉帶采用20cm寬，4cm厚的錳板，在開孔處加寬，由于斜拉帶只承受軸力，故只計算斜拉帶的截面積。A斜 = 20×4 = 80 cm25.3內(nèi)力計算采用SAP2000計算可得出主縱梁最大彎矩、剪力、軸力如下:計算時考慮了主縱梁及斜拉帶的自重。主縱梁最大內(nèi)力為:Mmax=143568.9 KN·cmNmax=1065.53 KNQmax=887.9 KN斜拉帶受拉力最大為:N斜=1348.8 KN立柱

18、受力為:N立=1657.07 KN后錨反力為:N反= 872.46 KN作用在箱梁前端砼上的力為:N前 =2060.09 KN5.4主縱梁強度及剛度復核由于掛籃主縱梁為壓彎構(gòu)件,故應計算在受彎和受壓時的強度是否滿足強度要求5.4.1掛籃前支點斷面強度驗算軸心受壓抗彎強度驗算抗彎強度滿足要求5.4.2抗剪強度驗算矩形截面最大剪應力為平均剪應力的1.5倍,故有抗剪強度滿足要求5.4.3主縱梁剛度驗算采用SAP2000可計算出掛籃前端的撓度為:28.7mm剛度滿足要求。5.5 斜拉帶強度復核斜拉帶承受的拉力為N斜=1348.8 KN斜拉帶斷面積為:A=80cm2 < 230 強度滿足要求。6、

19、澆筑砼時掛籃后錨安全性驗算根據(jù)計算掛籃后錨抗拔力為Nmax = 872.46KN，每根主梁上選用三組分配梁，共采用6根32精軋螺紋鋼，采用做后錨的32精軋螺紋鋼必需每根做張拉試驗，張拉力為700KN，做后錨計算時，其32精軋螺紋鋼同樣按圖柢上要求，其張拉力控制為673KN。同時考慮到后錨32精軋螺紋鋼承受疲勞荷載，在使用時應注意更換。在澆砼時（在最不利的條件下）掛籃后錨安全系數(shù)為：K=6×673/872.46=4.63>故掛籃在澆砼時是安全。7、掛籃底?？v向I36b工字鋼計算：掛籃底?？v向工字鋼采用I36b,單個掛籃縱向工字鋼共18根,根據(jù)其分布圖將底模工字鋼分為a、b兩種類型

20、。計算時根據(jù)箱梁各塊件荷載分布表,分別計算I36B工字鋼的受力，找出最不利的情況。通過以前計算可知掛籃后下橫梁在澆筑1號塊件時為最不利，掛籃前上、前下橫梁在澆筑29號塊件時為最不利，為配合計算前、后下橫梁的需要，以下分別計算澆1號塊件和澆29號塊件時底?？v向I36B工字鋼的受力。7.1澆筑1號塊件時,底?？v向I36B 工字鋼主算7.1.1.荷載組合情況、底板砼荷載（按每立方米26KN/m3計算）:考慮考慮箱梁砼澆注時脹膜、動力等因素，超載系數(shù)取1.05；澆注砼時的動力系數(shù)取1.2；Gd= =1005.9×1.05×1.2 = 1267.43 KN、一側(cè)腹板砼重量（按每立方米

21、26KN/m3計算）: 考慮考慮箱梁砼澆注時脹膜、動力等因素，超載系數(shù)取1.05；澆注砼時的動力系數(shù)取1.2；Gf=1483.33 / 2×1.05×1.2 =934.5 KN、底模平臺板重量W9=197 KN、施工荷載（按每平方米2.5KN/m2計算）:Gs=3m×13.5m×2.5KN/m2=101.25KN 掛籃底側(cè)面示意圖底板砼荷載考慮由8根間距為1.5m的I36b（B類工字鋼）共同分擔，腹板砼由左右各5根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）共同分擔。底模及底平臺和其他荷載分別由A、B類工字鋼共同承擔；G底砼= 1267.43 KN G其 =

22、W9Gs =197+101.25 =298.25 KN每根工字鋼受力：Gb底砼= G底砼/8 = 1267.43/8=158.43KN g其= G底模/18 = 298.25/18=16.57 KN由于1號塊件長度為2米,故砼作用在B類工字鋼上的均布荷載為:qb砼 = 158.43/2= 79.215 KN/m由于澆1號塊件時模板長度為3米,故模板及其他荷載作用在A、B類工字鋼上的均布荷載為:q模 = 16.57/3= 5.52 KN/m腹板砼荷載由左右各5根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）分擔G側(cè)砼= 934.5 KN (砼作用在A類工字鋼上的荷載)每根工字鋼受力：GA側(cè)砼= G側(cè)砼/

23、5 = 934.5/5=186.9KN由于1號塊件長度為2米,故作,砼作用在A類工字鋼上的均布荷載為:qa砼 = 186.9/2 = 93.45 KN/m注：qa砼為A類工字鋼砼均布荷載； qb砼為B類工字鋼砼均布荷載；q模為A類、B類工字鋼的承受底模平臺均布荷載。經(jīng)以上計算,A類工字鋼受力最大,故在校核I36b工字鋼時,以A類工字鋼計算。7.1.2受力圖示7.1.3內(nèi)力計算根據(jù)以上計算圖示, 在qa砼=93.45 KN/m、q模 = 5.52 KN/m荷載作用下，采用SPA2000可計算出A類工字鋼的內(nèi)力。結(jié)果如下:I36b工字鋼力學性能型號截面面積A（cm2）慣性矩I（cm4）抗彎截面模量

24、W（cm3）靜面矩S（cm3）容許彎曲應力【】（Mpa）容許剪應力【】（Mpa）I36b83.6416530920.8541.2170110用SAP2000計算出A類工字鋼支撐反力為：RAa =150.13KN RAb=53.33 KN 最大彎矩：Mmax =18667.07KN·cm (當x=2.0m處)最大剪力：Qmax =150.13 KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax =1.71cm 同理可計算出在qb砼 = 79.215 KN/m、q模 = 5.52 KN/m荷載作用下荷載作用下，B類工字鋼的內(nèi)力和反力。(計算前后橫梁用)用SAP2000計算出B類工字鋼支撐反力為：R

25、Ba = 129.02KN RBb = 45.97 KN 最大彎矩：Mmax = 16047.1 KN·cm (當x=2.0m處)最大剪力：Qmax = 129.02 KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax = 1.48cm 7.1.4對A類工字鋼進行受力驗算、抗彎強度驗算抗彎強度不滿足要求、在每側(cè)腹板下增加一根I36b工字鋼,重新計算如下:底板砼荷載考慮由8根間距為1.5m的I36b（B類工字鋼）共同分擔，腹板砼由左右各6根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）共同分擔。底模及底平臺和其他荷載分別由A、B類工字鋼共同承擔；G底砼= 1267.43 KN G其 = W9Gs =19

26、7+101.25 =298.25 KN每根工字鋼受力：Gb底砼= G底砼/8 = 1267.43/8=158.43KN g其= G底模/20 = 298.25/20=14.91 KN由于1號塊件長度為2米,故作,砼作用在B類工字鋼上的均布荷載為:qb砼 = 158.43/2= 79.215 KN/m由于澆1號塊件時模板長度為3米,故模板及其他荷載作用在A、B類工字鋼上的均布荷載為:q模 = 14.91/3= 4.97 KN/m腹板砼荷載由左右各6根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）分擔G側(cè)砼= 934.5 KN (砼作用在A類工字鋼上的荷載)每根工字鋼受力：GA側(cè) 砼= G側(cè)砼/6 = 9

27、34.5/6=155.75KN由于1號塊件長度為2米,故作,砼作用在A類工字鋼上的均布荷載為:qa砼 = 155.75/2 = 77.875 KN/m注：qa砼為A類工字鋼砼均布荷載； qb砼為B類工字鋼砼均布荷載；q模為A類、B類工字鋼的承受底模平臺均布荷載。用SAP2000重新計算出A類工字鋼結(jié)果如下:支撐反力為：NA1= 125.88 KN NA2 = 44.78 KN 最大彎矩：Mmax=15654.26 KN·cm (當x=2.0m處)最大剪力：Qmax= 125.88 KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax=1.44cm 用SAP2000重新計算出B類工字鋼結(jié)果如下:支

28、撐反力為：NB1= 127.87 KN NB2 = 45.47 KN 最大彎矩：Mmax=15900.88 KN·cm (當x=2.0m處)最大剪力：Qmax=127.87 KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax=1.46cm、抗彎強度驗算由于此時B類工字鋼受力最大，故取B類工字鋼來驗算?？箯潖姸热圆粷M足要求,但考慮到計算時,取的系數(shù)較大,且為工字鋼的容許應力,沒有達到極限應力,故認為I36b工字鋼的抗強度滿足要求。、抗剪強度驗算抗剪強度滿足要求、剛度驗算剛度不滿足要求,但比較接近,考慮到計算時,取的系數(shù)較大,安全儲備較多,故認為I36b工字鋼的剛度也滿足要求。7.2澆筑29號塊件

29、時,底?？v向I36B 工字鋼計算根據(jù)以前主縱梁計算可知，掛籃在澆注1號塊件時，后橫梁承受的荷載為最不利，在澆注29號塊件時，前橫梁受力為最不利。故有必要對澆筑29號塊件時，底?？v向I36b工字鋼進行計算，一則驗算在此工況下I36B工字鋼的強度、剛度，二則可計算出作用在前橫梁上的作用力。其余8號塊件、19號塊件不是控制塊件就不用再計算了。7.2.1.荷載組合情況、底板砼荷載（按每立方米26KN/m3計算）:考慮考慮箱梁砼澆注時脹膜、動力等因素，超載系數(shù)取1.05；澆注砼時的動力系數(shù)取1.2；Gd= 677.22×1.05×1.2 = 853.3 KN、一側(cè)腹板砼重量（按每立方

30、米26KN/m3計算）: 考慮考慮箱梁砼澆注時脹膜、動力等因素，超載系數(shù)取1.05；澆注砼時的動力系數(shù)取1.2；Gf=963.794 / 2×1.05×1.2 =607.19 KN、底模平臺板重量W9=197 KN施工荷載（按每平方米2.5KN/m2計算）:Gs=4.5m×13.5m×2.5KN/m2=151.88KN7.2.2 分布荷載計算底板砼荷載考慮由8根間距為1.5m的I36b（B類工字鋼）共同分擔，腹板砼由左右各6根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）共同分擔。底模及底平臺和其他荷載分別由A、B類工字鋼共同承擔；G底砼= 853.3 KN G

31、其 = W9Gs =197+151.88 =348.88 KN每根工字鋼受力：Gb底砼= G底砼/8 = 853.3 /8=108.66KN g其= G底模/20 = 348.88/20=17.444 KN由于29號塊件長度為4米,砼荷載作用在B類工字鋼上的均布荷載為:qb砼 = 108.66/4= 27.165 KN/m由于澆29號塊件時模板長度為4.5米,故模板及其他荷載作用在A、B類工字鋼上的均布荷載為:q模 = 17.444/4.5= 3.876 KN/m腹板砼荷載由左右各6根間距為0.2m的I36b（A類工字鋼）分擔G側(cè)砼= 607.19 KN (砼作用在A類工字鋼上的荷載)每根工字

32、鋼受力：GA側(cè) 砼= G側(cè)砼/6 = 607.19/6=101.2KN由于29號塊件長度為4.5米,故作,砼作用在A類工字鋼上的均布荷載為:qa砼 = 101.2/4.5 = 22.49 KN/m注：qa砼為A類工字鋼砼均布荷載； qb砼為B類工字鋼砼均布荷載；q模為A類、B類工字鋼的承受底模平臺均布荷載。經(jīng)以上計算,B類工字鋼受力最大,故在校核I36b工字鋼時,以B類工字鋼計算。7.2.3受力圖示7.2.4內(nèi)力計算根據(jù)以上計算圖示, 在qB砼=27.165 KN/m、qB模 = 3.876 KN/m荷載作用下，采用SPA2000可計算出B類工字鋼的內(nèi)力。結(jié)果如下:I36b工字鋼力學性能型號截

33、面面積A（cm2）慣性矩I（cm4）抗彎截面模量W（cm3）靜面矩S（cm3）容許彎曲應力【】（Mpa）容許剪應力【】（Mpa）I36b83.6416530920.8541.2170110用SAP2000計算出B類工字鋼支撐反力為：N29B后 = 71.72KN N29B前=54.34 KN 最大彎矩：Mmax = 11618.83 KN·cm最大剪力：Qmax = 71.72 KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax = 1.21cm 同理可計算出在qA砼 = 22.49 KN/m、qA模 =3.876 KN/m荷載作用下荷載作用下，A類工字鋼的內(nèi)力和反力。(計算前后橫梁用)用SA

34、P2000計算出A類工字鋼的內(nèi)力及反力：支撐反力為：N29A后 = 61.08KN N29A前 = 46.28 KN 最大彎矩：Mmax = 9879.73 KN·cm最大剪力：Qmax=61.08KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax=1.03cm 7.2.5、對B類工字鋼進行強度及剛度驗算、抗彎強度驗算抗彎強度滿足要求、抗剪強度驗算抗剪強度滿足要求、剛度驗算剛度滿足要求。經(jīng)以上計算縱向I36b工字鋼能滿足要求。8、后下橫梁在澆砼時的計算8.1 后下橫梁的幾何特性后下橫梁采用16Mn鋼板組焊而成，寬為25cm，高為50cm，見下圖：A1鋼板的面積為：A1=45.6×2&

35、#215;1.2 =109.44cm2A2鋼板的面積為：A2=25×2×2.2 =110cm2主縱梁截面積為:A = A1 + A2 =109.44+110 =219.44cm2A1鋼板的慣性矩為：Ix1 = 2×bh3/12 =2×1.2×45.63/12 =18963.76 cm4A2鋼板的慣性矩為：Ix2 = 2×bh3/12 =2×25×2.23/12 =44.38 cm4組合截面慣性矩為：IX=Ix1+Ix2+d2A2=18963.76 +44.38+（45.6/2+2.2 /2）2×110=8

36、1841.24 cm4x = Ix/(h/2) =81841.24/25 =3273.65 cm38.2后下橫梁受力計算：根據(jù)以上計算可知:澆筑1號塊件時,后下橫梁承受最大的荷載，此時為最不利，其受力圖示為: A類工字鋼在澆筑1號塊件時受力為Pa=125.88 KN ，B類工字鋼受力為Pb=127.87 KN 自重荷載集度為：q=51.1/26.4=1.936 KN/m由此可計算出在Pa=125.88 KN ，Pb=127.87 KN及自重荷載q=1.936KN/m作用下，后下橫梁的內(nèi)力和反力。用SAP2000計算結(jié)果如下：支撐反力為：N1 = 397.40 KN N2 = 702.04 KN

37、 N3 = 192.88 KN N4 = 192.88 KN N5 = 702.04 KN N6 = 397.40 KN 最大彎矩：Mmax = 33524.62 KN·cm最大剪力：Qmax=502.60KN (后橫梁支點處)最大撓度：fmax=0.77cm （向上 ；后橫梁梁端處 ） 8.3、對后下橫梁進行強度及剛度驗算、抗彎強度驗算抗彎強度滿足要求、抗剪強度驗算對于矩形截面梁,中性軸處剪應力最大,其值為截面平均剪應力的1.5倍抗剪強度滿足要求、剛度驗算剛度滿足要求。經(jīng)以上計算，后橫梁強度、剛度均能滿足要求。9、前下橫梁計算9.1 前下橫梁的幾何特性前下橫梁與后下橫梁一樣，采用1

38、6Mn鋼板組焊而成，寬為25cm，高為50cm，見右圖：其截面特性為：A1鋼板的面積為：A1 = 109.44cm2A2鋼板的面積為：A2 = 110cm2主縱梁截面積為：A =219.44cm2組合截面慣性矩為：IX =81841.24 cm4x =3273.65 cm39.2前下橫梁受力計算：根據(jù)以上計算可知:澆筑29號塊件時,前下橫梁承受最大的荷載，其受力圖示見下:在澆筑29號塊件時, A類工字鋼作用在前下橫梁上的力為：N29A前 = 46.28 KN ；B類工字鋼作用在前下橫梁的力為：N29B前 = 53.34 KN ，前下橫梁自身重量集度為q=57.4/25.5=2.25KN/m。由

39、此可計算出前下橫梁的內(nèi)力和反力。用SAP2000計算出后橫梁內(nèi)力及反力結(jié)果為：支撐反力為：R1 = 129.55 KN R2 = 390.18 KN R3 = 390.18 KN R4 =129.55 KN 最大彎矩：Mmax = 22467.69 KN·cm最大剪力：Qmax=220.37 KN 最大撓度：fmax = 0.44cm （向下；前下橫梁跨中） 9.3、對前下橫梁進行強度及剛度驗算、抗彎強度驗算抗彎強度滿足要求、抗剪強度驗算對于矩形截面梁,中性軸處剪應力最大,其值為截面平均剪應力的1.5倍抗剪強度滿足要求、剛度驗算剛度滿足要求。經(jīng)以上計算，在最不利的條件下，前下橫梁強度

40、、剛度均能滿足要求。10、外模骨架計算10.1外滑梁幾何特性掛籃外滑梁采用原南充華興寺嘉陵江大橋中的外滑梁,為熱軋輕型工字鋼I55,其截面特性為：輕工I55：截面高度H=550mm；截面寬度B=180mm；翼緣厚度tf=16.5mm；腹板厚度tw=10.3mm；截面面積A=114.00cm2；慣性矩Ix=55150cm4；慣性矩Iy=1350cm4；截面模量Wx=2005.455cm3；單位重量:89.49Kg/m。10.2 外滑梁及外模骨架縱梁承受荷載分析根據(jù)以前計算主縱梁前端受力計算可知：在澆筑29號塊件時，外?；簽樽畈焕?，因而取澆筑29號塊件時翼緣板砼計算,計算時僅考慮一側(cè)翼緣板砼的荷

41、載,另一側(cè)相同。計算時將取任一微小翼緣板斷面，分兩次計算作用在外滑梁及外模骨架縱梁的內(nèi)力。一次根據(jù)翼緣板砼作用的規(guī)律,其作用荷載呈三角形荷載分布,由此計算外滑梁及外模骨架縱梁的內(nèi)力。一次計算時將翼緣板底模板及平臺重量按均布荷載作用在斷面上，腹板外側(cè)模板按集中荷載考慮計入計算。為了便于計算，取任意一微小翼緣板斷面為1m的斷面（可任意假定），計算作用在外滑梁及外模骨架縱梁上的力（此力即為作用在滑梁上均布荷載），通過這個均布荷載即可算出外滑梁內(nèi)力。取1m斷面來計算,作用在翼緣板斷面上的砼荷載為砼容重26KN乘以砼澆注時脹膜、動力超載系數(shù)1.05及澆注砼時的動力系數(shù)1.2乘以砼對應的斷面高度。即:q1

42、砼= 26×1.2×1.05×0.25 = 8.19 KN/mq2砼= 26×1.2×1.05×0.5 = 16.38 KN/mq3砼= 26×1.2×1.05×1 = 32.76 KN/m外側(cè)模所用材料為：模板骨架采用16a槽鋼，支承架采用216a（1）、在砼荷載作用：計算圖示如下： 采用SAP2000計算出翼緣板砼作用在外滑梁及外模骨架縱梁的受力為：(一個微小斷面，此處為1m斷面)N1y = 32.99 KN N1x =8.39 KN (向左) N2y = 54.84 KN N2x = 0 KNN3y

43、 = 0 KN N3X = 8.39 KN (向右)由此也可以算出一根斜桿內(nèi)力:(一個側(cè)面采用四組斜桿)最大軸力為Nmax = 20.07 KN最大彎矩為:Mmax =711.71 KN·CM（2）、模板自重、施工機具及人群荷載作用下：考慮翼緣板底模自重及側(cè)模自重作用下以及在施工機具及人群荷載2.5 KPa作用上,外滑梁及外模骨架縱梁受力計算；施工機具及人群荷載2.5 KPa29號塊件長為4m，一側(cè)箱梁翼緣板寬度為5.5m，故作用在箱梁頂面的施工機具及人群荷載的線荷載為:q人=2.5KN/m其翼緣板底模及骨架線荷載及側(cè)模集中苛載計算如下： 一側(cè)翼緣板底模及骨架重量為157.45/2

44、= 78.725 KN考慮1m模板及骨架自重線荷載為(模板長度為4.5m,翼緣板長度為5.5m)q模 = 78.725/4.5/5.5= 3.578 KN/m側(cè)模集中荷載為:一側(cè)側(cè)模模板重量為152.43/2=76.215KN,考慮1m側(cè)模板,其集中力為:P= 76.215/4.5 =16.937 KN計算受力圖示為:采用SA2000計算出模板自重作用在外滑梁及外模骨架縱梁的反力為：(一個微小斷面，此處為1m斷面)N縱1y = 32.86 KN N縱1x =10.87 KN (向左) N滑2y =21.01 KN N滑2x = 0 KN N3y = 0 KN N3X = 10.87 KN (向

45、右)經(jīng)上計算可得出作用在外滑梁及外模骨架縱梁上的均布荷載,結(jié)果如下:由于29號塊件長度為4米,故作用在I55b工字鋼上的均布荷載為q滑砼 = 54.84 KN/m q縱砼 = 32.99 KN/m 由于澆29號塊件時模板長度為4.5米,故模板及其他荷載作用在I55b工字鋼上的均布荷載為:q滑模 =21.01 KN/m q縱模 = 32.86 KN/m其中在澆砼過程中有一向外(向左)的作用力,每1m斷面其力大小為Q =8.39 +10.87=19.26KN (向左)故在砼翼緣板砼注意在兩側(cè)布置一個10T鏈滑車,分別向內(nèi)拉住,以抵消向外的分力,使精軋螺紋不承受剪力。10.3外滑梁受力圖示根據(jù)以上計

46、算作用在外滑梁及外模骨架縱梁上均布苛載，可計算出外滑梁的內(nèi)力及作用在分配梁上的反力。 10.4受力計算根據(jù)以上計算圖示, 在q滑砼 = 54.84 KN/m 、 q模 =21.01 KN/m荷載作用下，采用SPA2000可計算出輕工I55工字鋼的內(nèi)力。結(jié)果如下:I55b工字鋼力學性能型號截面面積A（cm2）慣性矩I（cm4）抗彎截面模量W（cm3）靜面矩S（cm3）容許彎曲應力【】（Mpa）容許剪應力【】（Mpa）輕I55b114.430551552005.61455170110用SAP2000計算出輕I55工字鋼的內(nèi)力及反力為：支撐反力為：N滑后=178.6KN （作用在后分配梁橫梁上） N

47、滑前=135.3 KN （作用在前分配橫梁上）最大彎矩：Mmax = 28623.07KN·cm 最大剪力：Qmax = 178.6 KN 最大撓度：fmax = 0.89 cm 10.5、對外滑梁進行強度及剛度驗算 、抗彎強度驗算抗彎強度滿足要求。、抗剪強度驗算抗剪強度滿足要求。、剛度驗算剛度滿足要求。經(jīng)以上計算，外模滑梁I55輕型工字鋼的強度、剛度均能滿足要求。10.6、外模骨架縱梁I55工字鋼計算同理可計算出另一根I55工字鋼的內(nèi)力及作用在前上橫梁上的反力。(計算前上橫梁用)。 根據(jù)計算出的外模骨架縱梁荷載集度q縱砼 =32.99 KN/m KN/m , q縱模 =32.86

48、KN/m,可計算出外模骨架縱梁內(nèi)力及承反力。用SAP2000計算出I55工字鋼的內(nèi)力及反力為：支撐反力為：N縱后 = 159.21 KN （作用在外模后分配梁橫梁上） N縱前 = 120.62 KN （作用在外模前分配梁橫梁上）最大彎矩：Mmax = 25132.86KN·cm 最大剪力：Qmax = 159.21 KN 最大撓度：fmax = 0.78 cm 由于外模骨架縱梁不是最不利的工字鋼,故就不再計算其強度、剛度了。10.7、外模骨架分配梁計算外模骨架分配梁采用2I25b工字鋼，外滑梁及縱梁直接作用在分配梁上，分配梁通過精軋螺紋鋼將力傳至前上橫梁及翼緣板頂板砼上。該計算可做前

49、上橫梁計算用。(1)、前下外模分配梁受力圖示為：在荷載P1=135.3KN、P2=120.62KN作用下;,用SAP2000計算出外模前下分配梁2I25B工字鋼的內(nèi)力及反力為：支撐反力為：N1=119.62 KN （作用在前上橫梁外側(cè)上） N2=136.30 KN （作用在前上橫梁內(nèi)側(cè)上）最大彎矩：Mmax=2029.5 KN·cm 最大剪力：Qmax=136.30 KN 反力作用在前上橫梁上,在計算前上橫梁時用。(2)、后下外模分配梁計算:在荷載P1=178.6KN、P2=159.21KN作用下,用SAP2000計算出外模前下分配梁2I25B工字鋼的內(nèi)力及反力為：同理可計算出外模后

50、分配梁2I25B工字鋼的內(nèi)力及反力為:支撐反力為：N1=157.89 KN （作用在翼緣板頂板砼外側(cè)上） N2=179.92KN （作用在翼緣板頂板砼內(nèi)側(cè)上）最大彎矩：Mmax = 2679 KN·cm 最大剪力：Qmax = 179.92 KN 11、內(nèi)模骨架計算11.1內(nèi)滑梁幾何特性掛籃內(nèi)滑梁同樣采用原南充華興寺嘉陵江大橋中的外滑梁,為熱軋輕型工字鋼I55,其截面特性為：輕工I55：截面高度H=550mm；截面寬度B=180mm；翼緣厚度tf=16.5mm；腹板厚度tw=10.3mm；截面面積A=114.00cm2；慣性矩Ix=55150cm4；慣性矩Iy=1350cm4；截面模

51、量Wx=2005.455cm3；單位重量:89.49Kg/m。11.2 內(nèi)滑梁承受荷載分析（1）、內(nèi)滑梁在澆筑砼時承受荷載分析根據(jù)掛籃內(nèi)模設計圖可知，頂板砼及內(nèi)模骨架和施工人群、機具荷載通過四片內(nèi)模骨架作用在內(nèi)滑梁及內(nèi)模骨架縱梁上。計算時按每m斷面計算出內(nèi)模骨架承受的荷載，然后分別計算出砼全長或模板全長時內(nèi)模骨架承受的荷載。每單片內(nèi)模骨架受力按全長時內(nèi)模骨架承受的荷載1/4計算。取1m斷面來計算,作用在頂板斷面上的砼荷載為砼容重26KN乘以砼澆注時脹膜、動力超載系數(shù)1.05及澆注砼時的動力系數(shù)1.2乘以砼對應的斷面高度。即:q1砼= 26×1.2×1.05×0.2

52、85 = 9.337 KN/mq2砼= 26×1.2×1.05×0.5 = 16.38 KN/mq3砼= 26×1.2×1.05×1 = 32.76 KN/m根據(jù)頂板砼作用的規(guī)律,其作用荷載為三角形荷載分布內(nèi)模面板上，29號塊件澆砼時內(nèi)模受力圖示采用SA2000計算出在砼荷載作用在外滑梁及外模骨架縱梁的反力為：(一個微小斷面，此處為1m斷面)N1滑 = 73.16 KN N2縱 = 30.56 KN 由于砼在29號塊件時長度為4m,而骨架片數(shù)也為4m,故有每片骨架承受的反力為: N1滑 = 73.16 KN (作用在內(nèi)滑梁上) N2縱

53、 = 30.56 KN(作用在內(nèi)?？v梁上)（2）、模板自重、施工機具及人群荷載作用下：考慮內(nèi)模平臺自重及側(cè)模自重作用下以及在施工機具及人群荷載2.5 KPa作用下,外滑梁及外模骨架縱梁受力計算；施工機具及人群荷載為2.5 KPa29號塊件長為4m，半側(cè)箱梁頂板寬度為6.05m，故作用在箱梁頂面的施工機具及人群荷載的線荷載為:q人=2.5KN/m其內(nèi)模底模及骨架線荷載及內(nèi)側(cè)模集中苛載計算如下： (模板及平臺重量、側(cè)模重量見掛籃設計圖,圖號GL-023。一側(cè)內(nèi)模底模及骨架重量為69.196/2 = 34.598 KN考慮1m內(nèi)模骨架自重線荷載為(內(nèi)模頂板長度為6.05m,半幅寬度。)q模 = 34.598/4/6.05= 1.43 KN/m施工機具及人群荷載和模板及平臺自重線荷載為:q = 3.93 KN/m 側(cè)模集中荷載為:一側(cè)側(cè)模模板重量為114.97/2=57.485 KN,考慮1m內(nèi)模骨架承受側(cè)模板,