大跨度大噸位T型剛構(gòu)梁支承及沉降控制技術(shù)

1、 巖溶區(qū)大跨大噸位T型剛構(gòu)橋轉(zhuǎn)體法成橋關(guān)鍵技術(shù) 文件三 鑒 定 文 件技術(shù)報告之二巖溶區(qū)大跨度大噸位T型剛構(gòu)梁支承及沉降控制技術(shù)中鐵十一局集團有限公司中鐵十一局集團第三工程有限公司二一四年八月 巖溶區(qū)大跨大噸位T型剛構(gòu)橋轉(zhuǎn)體法成橋關(guān)鍵技術(shù) 文件三3 巖溶區(qū)大跨度大噸位T型剛構(gòu)梁支承技術(shù)梁體下部的支撐體系是保證梁體澆筑質(zhì)量，控制不均勻沉降的關(guān)鍵所在，同時還要兼顧經(jīng)濟合理性及避免影響既有線的運營。本章結(jié)合工程所在地質(zhì)狀況、梁體的結(jié)構(gòu)特點和工期需要，通過分析CFG樁配合滿堂支架、打入鋼管樁接長配合滿堂支架及墩梁式組合體系等幾種支撐體系的各自優(yōu)點，最終確定選用針對不同梁段的復(fù)合支撐體系。3.1 支承方

2、案工程所在區(qū)域地面24m以下，溶洞比較發(fā)育，地面至24m范圍內(nèi)，基本為黏土及細沙，承載能力較低。跨轉(zhuǎn)體T型剛構(gòu)橋先在京廣鐵路上、下行鐵路之間的夾心地帶支架上現(xiàn)澆梁體，脫架后轉(zhuǎn)體，根據(jù)場地情況，采用不同的支架結(jié)構(gòu)方式。T型剛構(gòu)梁第一梁段：主墩承臺基坑范圍內(nèi)采用主墩承臺或承臺支護冠梁+鋼管柱+工字鋼橫梁+縱向桁架分配梁；主墩承臺基坑范圍外采用管樁基礎(chǔ)+鋼筋混凝土承臺+鋼管柱+工字鋼橫梁+縱向桁架分配梁。其他梁段采用管樁基礎(chǔ)+鋼筋混凝土承臺+鋼管柱+工字鋼橫梁+縱向貝雷梁+碗扣支架?，F(xiàn)澆支架搭設(shè)完畢后，對支架進行預(yù)壓，測出支架的沉降量，設(shè)置支架預(yù)拱度（圖3.1-1）。圖3.1-1墩柱支架里面布置圖3

3、.2支承體系設(shè)計與分析3.2.1支撐體系設(shè)計一、支架設(shè)計1、第一梁段臨時支架：鋼管柱頂設(shè)置63a工字鋼縱梁，其上布置45a工字鋼橫梁（3根工字鋼一組），縱向間距60cm，共設(shè)置11根橫梁，45a工字鋼橫梁上配置自制桁架，懸臂部分間距60cm,共計6片，腹板間距30cm，共計6片，底板間距30cm，共計13片。從基礎(chǔ)至上部結(jié)構(gòu)依次為：1) 管樁，樁徑500mm，樁長根據(jù)計算長度設(shè)17m，但實際成樁過程時要求以“三控”為成樁標準：計算樁長、貫入荷載大小、即將成樁時最后1m貫入時每次的貫入度。注：第二-五梁段管樁成樁時樁長方式要求均以第一梁段的成樁標準成樁。大小里程側(cè)管樁布置見圖3.2.1-1（圖中

4、紅色圓圈表示該管樁計算時未予考慮，僅有利于承臺受力）。圖3.2.1-1 小里程第一梁段基礎(chǔ)管樁布置圖2）鋼筋混凝土承臺基礎(chǔ)(管樁伸入承臺10cm，因緊靠抗滑樁位置，此處將承臺同抗滑樁邊成一體)，大小里程側(cè)布置詳見圖6-1，6-2，圖中洋紅色區(qū)域即為第一梁段承臺設(shè)置方式。3）630mm鋼管柱，大小里程側(cè)布置方工見平面圖6-3，6-4。鋼管柱之間采用L756作為平聯(lián)和橫聯(lián)。4） 縱橋向63工字鋼+橫橋向45a型工字鋼+16槽鋼組成的桁架結(jié)構(gòu)+縱鋪25a工字鋼+1414cm方木(橫橋向布置，間距30cm)+1.8cm竹膠板。其中槽鋼桁架的橫向布置間距為：（2*60cm+30cm+3*40cm+70c

5、m+5*60cm+70cm+3*40cm+30cm+2*60cm），共計18片桁架，桁架的豎桿間距均為60cm。2、第二梁段臨時支架采用立柱，貝雷梁，3根45a工字鋼橫梁，碗扣支架構(gòu)成，從下往上為管樁（樁長17m直徑0.5m，承臺下方按38布置）+鋼筋混凝土承臺基礎(chǔ)（管樁伸入承臺10cm，長11.5m寬2.5m高1.5m）+縱向8排630mm鋼管柱（橫斷面單排6根，其中同濕接縫C搭接處鋼管柱同合攏段C下鋼管柱共同搭設(shè)在一個承臺上，鋼管柱之間采用L756作為平聯(lián)和橫聯(lián)） +橫橋向45a工字鋼+單層加強型貝雷梁(貝雷梁間距30cm)28a工字鋼碗口支架縱向、橫向方木1.8cm竹膠板。其中貝雷梁橫向

6、布置間距為：（38*30cm），共計39片貝雷梁，其中一片貝雷梁縱向由7片基本貝雷片連接而成。3、第三梁段臨時支架采用立柱，貝雷梁，3根45a工字鋼橫梁，碗扣支架構(gòu)成，從基礎(chǔ)至上部依次為：管樁（樁長17m直徑0.5m，承臺下方按38布置）+鋼筋混凝土承臺基礎(chǔ)（管樁伸入承臺10cm，長11.5m寬2.5m高1.5m）+縱向9排630mm鋼管柱(橫斷面單排4根，其中同合攏段B搭接處鋼管柱同合攏段B下鋼管柱共同搭設(shè)在一個承臺上，鋼管柱之間采用L756作為平聯(lián)和橫聯(lián))+橫橋向45a工字鋼+單層加強型貝雷梁（貝雷梁間距30cm）28a工字鋼碗口支架縱向、橫向方木1.8cm竹膠板。其中貝雷梁橫向布置間距為

7、：（38*30cm），共計39片貝雷梁，其中一片貝雷梁縱向由8片基本貝雷片連接而成。4、濕接縫B+第四梁段+濕接縫A+部分第五梁段（15m）采用立柱，貝雷梁，3根工45a橫梁，碗扣支架構(gòu)成，第四、五梁段從基礎(chǔ)至上部依次為：管樁（樁長17m直徑0.5m，承臺下方按38布置）+鋼筋混凝土承臺基礎(chǔ)（管樁伸入承臺10cm，管樁伸入承臺10cm，長11.5m寬2.5m高1.5m）+縱向10排630mm鋼管柱（橫斷面單排4根，其中最后一片貝雷梁直接搭設(shè)于梁端處鋼筋混凝土柱上，鋼管柱之間采用L756作為平聯(lián)和橫聯(lián)）+橫橋向I45a型工字鋼+單層加強型貝雷梁（貝雷梁間距30cm)28a工字鋼碗口支架縱向、橫向

8、方木1.8cm竹膠板。其中貝雷梁橫向布置間距為：（4*60cm+9*30cm+2*60cm+9*30cm+4*60cm），共計29片貝雷梁，其中一片貝雷梁縱向由14片基本貝雷片連接而成。鋼管柱之間采用L756作為平聯(lián)和橫聯(lián)。二、臨時支墩設(shè)計因臨時支墩位置的重要及支架設(shè)置的獨特性，臨時支墩設(shè)置作單獨考慮。梁端處(轉(zhuǎn)體前的主梁梁端)設(shè)置臨時支墩，支墩縱向支承點距梁端1.0m，橫向與主梁腹板中心對齊；單側(cè)梁端臨時支墩承受不少于8000KN的豎向荷載（單側(cè)梁端兩道腹板合計8000KN，一道腹板4000KN，全橋44000KN，此數(shù)值不包含施工設(shè)備重，未考慮預(yù)應(yīng)力鋼束張拉及落梁過程支架逐步拆除時的受力情

9、況，支架設(shè)計按照不小于10000KN考慮，圖3.2.1-3）。圖3.2.1-3 梁端臨時支承示意圖轉(zhuǎn)體前(支架現(xiàn)澆時)主梁梁端臨時支墩設(shè)置：采用管樁基礎(chǔ)(40根，樁徑500mm)+承臺(管樁伸入承臺10cm)+鋼筋混凝土柱+兩層I63工字鋼上鋪兩層14mm厚鋼板，鋼板上放置混凝土預(yù)制塊支撐。混凝土預(yù)制塊中心位置距梁端1m，沿縱、橫橋向?qū)ΨQ分部于梁腹板位置(共四個位置，如圖中所示)，預(yù)制塊采用不同高度塊體共同疊加而成，單個位置塊體數(shù)量以施工時實際要求為準，混凝土預(yù)制塊上放置鋼板，鋼板同梁底模板接觸，以減小混凝土預(yù)制塊頂面同梁底模間產(chǎn)生的縱向或橫向摩擦力(混凝土預(yù)制塊只作為軸向抗壓，而在梁段施工過

10、程中會因支架搭設(shè)、混凝土施工、預(yù)應(yīng)力筋張拉產(chǎn)生縱橋向或橫橋向力，從而影響混凝土預(yù)制塊穩(wěn)定)。梁端鋼筋混凝土柱臨時支承，用以支承梁端腹板壓力，以防止主梁落梁后梁端以較快速度下?lián)?，進而影響梁體。3.2.2支撐體系分析1荷載選取永久荷載：包括作用在模板支架上的結(jié)構(gòu)荷載、組成模板支架結(jié)構(gòu)的桿系自重、配件自重。可變荷載：包括人群、混凝土振搗、模板重、風(fēng)荷載，根據(jù)規(guī)范碗扣支架安全技術(shù)規(guī)范(JGJ166-2008)，考慮梁頂寬9m，支架順橋向間距的30cm以及60cm，計算后加入模型。施工人員及設(shè)備荷載標準值按均布活荷載取1.0 KN/。振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載標準值可采用2.0 KN/。模板重取0.75 K

11、N/。作用于腳手架及模板支撐架上的水平風(fēng)荷載標準值，應(yīng)按下式計算：Wk = 0.7zsWo式中：Wk為風(fēng)荷載標準值（KN/m2）；z為風(fēng)壓高度變化系數(shù)，按現(xiàn)行國家標準建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范（GB50009-2001）規(guī)定采用；s為風(fēng)荷載體型系數(shù)，按現(xiàn)行國家標準建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范（GB50009-2001）豎直面取0.8；Wo為基本風(fēng)壓（KN/m2），按現(xiàn)行國家標準建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范（GB50009-2001）規(guī)定采用。計算腳手架及模板支撐架構(gòu)件強度時的荷載設(shè)計值，取其標準值乘以永久荷載的分項系數(shù)1.2，可變荷載的分項系數(shù)1.4。2砼澆筑順序墩頂?shù)谝还?jié)段混凝土以墩中心為起點，對稱澆筑成型?？紤]到第一節(jié)梁段

12、同第二節(jié)梁段之間未設(shè)置濕接縫，順序澆筑第二梁段；第一階段開始施工時開始對距第一梁段最遠的第五節(jié)梁段對稱澆筑，澆筑順序為以當(dāng)前梁段中心線為中心，采用兩臺泵車，依次從中心線往兩側(cè)進行，嚴格控制對稱梁段澆筑完成時間，完成時間相差最大不得超過一周，保證各節(jié)對稱梁段完成養(yǎng)護后強度相同以及主梁整體穩(wěn)定性，從而利于保證濕接縫的順利澆筑和全梁段的整體性；在第一、第五梁段養(yǎng)護過程中澆筑第三梁段及第四節(jié)梁段后，開始澆筑合攏段A、B、C，澆筑前嚴格控制兩即將合攏梁段的對接位置標高、兩對接位置混凝土澆筑前的接縫處理、同時嚴格照圖施工鋼筋、結(jié)于合攏段B有腹板張拉槽口的提前考慮，以保證主梁整體線形。保證二同三、三同四及四

13、同五各節(jié)梁段順利對接，最終完成完成整梁的混凝土澆筑（圖3.2.2-1）。圖3.2.2-1 梁體澆筑分段簡圖3受力分析利用Midas /Civil建立分別建立主梁計算模型和支架計算模型。（1）主梁計算模型：建立全橋上部結(jié)構(gòu)計算模型，模擬全橋混凝土澆注、預(yù)應(yīng)力張拉、拆除支架等施工過程。支架對主梁彈性支撐模擬：在主梁節(jié)點下方對應(yīng)位置建立剛性約束節(jié)點，兩節(jié)點間用彈性連接模擬支架對梁的支撐作用。彈性連接的剛度取值：在支架模型相應(yīng)位置作用單位力，用計算出的位移值反算支架剛度。計算能反映整個施工過程梁體受力及對支架的作用。（2）支架計算模型：建立支架三維模型，施加主梁計算模型導(dǎo)出的在各施工階段產(chǎn)生的支架最大

14、反力，及人群、混凝土振搗、模板重等可變荷載對支架進行驗算。支架模型分為四個部分建立，包括小里程第一梁段支架、大里程第一梁段支架、第二梁段支架模型圖、合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段支架模型（圖3.2.2-2圖3.2.2-6）。圖3.2.2-2 小里程第一梁段支架圖圖3.2.2-3 大里程第一梁段支架圖圖3.2.2-4 小里程第二梁段支架圖圖3.2.2-5 大里程第三梁段支架圖圖3.2.2-6 （合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段）支架模型圖3模擬結(jié)果（1）應(yīng)力云圖圖3.2.2-7 小里程第一梁段支架整體應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-8 大里程第一梁段支架整體應(yīng)力圖（單位

15、：Mpa）圖3.2.2-9 小里程第一梁段支架碗扣部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-10 大里程第一梁段支架碗扣部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-11 小里程第一梁段支架自制桁架部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-12 大里程第一梁段支架自制桁架部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-13 小里程第一梁段支架鋼管柱部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-14 大里程第一梁段支架鋼管柱部分應(yīng)力圖（單位：Mpa）圖3.2.2-15 第二梁段支架總體應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-16 第二梁段支架碗扣部分應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-17 第二梁段支架貝雷梁部分應(yīng)力圖（單

16、位：MPa）圖3.2.2-18 第二梁段支架鋼管柱部分應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-19 第三梁段支架總體應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-20 第三梁段支架碗扣部分應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-21 第三梁段支架貝雷梁部分應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-22 第三梁段支架鋼管柱部分應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-23支架總體應(yīng)力圖（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位：MPa）圖3.2.2-24支架碗扣部分應(yīng)力圖（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位：MPa）圖3.2.2-25支架貝雷梁部分應(yīng)力圖（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位

17、：MPa）圖3.2.2-26支架鋼管柱部分應(yīng)力圖（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位：MPa）（2）屈曲模態(tài)圖3.2.2-27 小里程第一梁段支架一階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：7.738）圖3.2.2-28 小里程第一梁段支架二階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：7.749）圖3.2.2-29 小里程第一梁段支架三階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：10.91）圖3.2.2-30 大里程第一梁段支架一階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：7.764）圖3.2.2-31 大里程第一梁段支架二階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：7.776）圖3.2.2-32 大里程第一梁段支架三階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：10.96）圖3.2.2-33 第二梁段支架一階屈曲模態(tài)圖

18、（系數(shù)：5.167）圖3.2.2-34 第二梁段支架二階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：5.173）圖3.2.2-35 第二梁段支架三階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：5.262）圖3.2.2-36 第三梁段支架一階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：6.940）圖3.2.2-37 第三梁段支架二階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：6.940）圖3.2.2-38 第三梁段支架三階屈曲模態(tài)圖（系數(shù)：7.328）圖3.2.2-39 支架一階屈曲模態(tài)（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，系數(shù)：5.151）圖3.2.2-40 支架二階屈曲模態(tài)（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，系數(shù)：5.183）圖3.2.2-41 支架三階屈曲模態(tài)（合攏段B+第

19、四梁段+合攏段A+部分第五梁段，系數(shù)：5.184）（3）反力反力包括人群機具，模板以及上部箱梁傳遞給支架的支架反力：圖3.2.2-42 小里程第一梁段支架反力圖（單位：KN）圖3.2.2-43 大里程第一梁段支架反力圖（單位：KN）圖3.2.2-44 第二梁段支架模型底座反力（單位:KN）圖3.2.2-45 第三梁段支架模型底座反力（單位:KN）圖3.2.2-46 支架模型底座最大反力（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位:KN）（4）貝雷梁剪應(yīng)力圖圖3.2.2-47 第一梁段支架自制桁架剪應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-48 第二梁段支架貝雷梁剪應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2

20、.2-49 第三梁段支架貝雷梁剪應(yīng)力圖（單位：MPa）圖3.2.2-50 支架貝雷梁剪應(yīng)力圖（合攏段B+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段，單位：MPa）4結(jié)果分析根據(jù)建筑施工碗扣式腳手架安全技術(shù)規(guī)范中規(guī)定Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa），鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范GB50017-2003中規(guī)定Q345A強度設(shè)計值（f=295MPa）。（1）大里程第一梁段支架一、二、三階屈曲模態(tài)特征值分別為7.764、7.776、10.96，大于4，滿足穩(wěn)定性要求。支架最大拉應(yīng)力為69.9Mpa，最大壓應(yīng)力為123.7Mpa均小于Q235強度設(shè)計值（f=205Mpa），滿足強度要求。小里程第一梁段支架一、二、三階屈

21、曲模態(tài)特征值分別為7.738、7.749、10.91，大于4，滿足穩(wěn)定性要求。支架最大拉應(yīng)力為46.2Mpa，最大壓應(yīng)力為123.1Mpa均小于Q235強度設(shè)計值（f=205Mpa），滿足強度要求。（2）第二梁段支架一、二、三階失穩(wěn)特性值分別為5.167，5.173，5.262，大于4，穩(wěn)定性滿足要求。碗扣支架最大拉應(yīng)力為79.40MPa，最大壓應(yīng)力為120.0MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；鋼管柱的最大拉應(yīng)力為21.8MPa,最大壓應(yīng)力為52.7MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；貝雷梁最大拉應(yīng)力為189.5MPa,最大壓應(yīng)力為192.9MPa，均

22、小于Q345A強度設(shè)計值（f=295MPa）。復(fù)合地基處的單柱最大反力為1024.2kN（3）第三梁段支架一、二、三階失穩(wěn)特性值分別為6.940，6.940，7.328，大于4，穩(wěn)定性滿足要求。碗扣支架最大拉應(yīng)力為83.90MPa，最大壓應(yīng)力為158.07MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；鋼管柱的最大拉應(yīng)力為26.9MPa,最大壓應(yīng)力為109.2MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；貝雷梁最大拉應(yīng)力為200.90MPa,最大壓應(yīng)力為217.81MPa，均小于Q345A強度設(shè)計值（f=295MPa）。復(fù)合地基處的單柱最大反力為1156.6kN（4）合攏段B

23、+第四梁段+合攏段A+部分第五梁段支架一、二、三階失穩(wěn)特性值為5.086，5.086，5.121，大于4，穩(wěn)定性滿足要求。碗扣支架最大拉應(yīng)力為110.76MPa，最大壓應(yīng)力為176.77MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；鋼管柱的最大拉應(yīng)力為13.36MPa,最大壓應(yīng)力為136.48MPa，均小于Q235A強度設(shè)計值（f=205MPa）；貝雷梁最大拉應(yīng)力為110.90MPa,最大壓應(yīng)力為275.07MPa，均小于Q345A強度設(shè)計值（f=295MPa）。復(fù)合地基處的單柱最大反力為1401.6KN。3.3管樁基礎(chǔ)沉降分析3.3.1 模型建立1支架作用在基礎(chǔ)承臺上的荷載參數(shù)采用

24、荷載計算值：根據(jù)施工方案中上部支架結(jié)構(gòu)計算結(jié)果，各支墩下方承臺荷載取計算值， 各承臺對應(yīng)計算荷載值如表3.1.1-1所示。表3.1.1-1 承臺計算荷載值梁段承臺編號荷載值（kN）118211.8224317.134822.644637.654181.364077.873823.583655.5392160.2102475.0112549.6122645.0132979.8143647.8153717.6164572.74173361.4184160.0193459.9204100.35213467.5224177.1233383.3243383.3253383.3263383.3在主梁和支架

25、自重荷載作用下，沿主梁軸線和橫斷面方向，支架基礎(chǔ)的受力變形可以簡化為平面應(yīng)變問題，因此可以簡化為2D模型進行計算分析，并考慮縱向和橫向兩種計算簡化模式，橫向距離較短，沉降均勻，以縱向分析為主。采用上部支架荷載計算值，分別計算各段支架基礎(chǔ)沉降和基礎(chǔ)內(nèi)力，對應(yīng)的地基計算模型見圖3.3.1.1。支架基礎(chǔ)管樁樁徑500mm，壁厚100mm，混凝土強度等級C80，樁長15m（進入砂層1m），間距1.5m。承臺C30混凝土，厚1.5m。樁基礎(chǔ)與承臺之間的連接均按鉸接考慮。圖3.3.1-1 縱向計算模型地基模型計算單元網(wǎng)格見圖3.3.1-2 圖3.3.1-2 縱向計算單元網(wǎng)格（1）縱向模型計算步驟：階段1：

26、管樁及承臺的建造，共20d。 階段2：1.2倍使用荷載預(yù)壓1、5梁段，預(yù)壓10d。階段3：1.2倍使用荷載預(yù)壓2、4梁段，預(yù)壓10d。階段4：1.2倍使用荷載預(yù)壓3梁段，預(yù)壓10d。階段5：施工1、5梁段，養(yǎng)護10d。階段6：施工4梁段，拆1梁段支架，養(yǎng)護10d。階段7：施工3梁段，養(yǎng)護10d。階段8：施工2梁段，養(yǎng)護10d。階段9：拆2梁段支架，3、4、5梁段養(yǎng)護10d。階段10：3、4、5梁段養(yǎng)護20d。3.3.2結(jié)果分析1沉降計算成果承臺沉降計算結(jié)果匯總。縱向模型各承臺沉降計算結(jié)果(mm)施工過程梁段編號階段5（10d）階段6(10d)階段7(10d)階段8(10d)階段9(10d)階段

27、10(10d)沉降量沉降差沉降量沉降差沉降量沉降差沉降量沉降差沉降量沉降差沉降量沉降差1123.7223.72支架拆除52625.909.56.3320.892.696.462.433.235.676.194.373.862531.398.504.012.736.615.182434.3911.105.283.307.716.012335.3814.536.494.018.956.802235.4019.487.734.8110.337.552130.6327.229.155.6611.868.2342036.887.8711.1117.116.313.1813.565.438.820.891

28、937.2614.177.2915.399.281836.5119.308.3517.289.601729.3928.229.4918.999.7131642.5121.1411.0125.7419.9015.369.656.491544.8912.0819.909.271444.9013.2919.838.691343.2115.0519.07.891239.6617.7017.176.881135.3721.6914.045.711030.2527.639.204.44923.7636.754.543.162847.6213.96支架拆除752.52654.27554.26453.1134

29、8.92240.31最大值35.4023.7237.2620.8944.9021.1454.2725.7419.9015.369.716.49各施工階段支架基礎(chǔ)及地基變形計算結(jié)果如圖3.3.2-13.3.2-6所示：圖3.3.2-1 階段5支架基礎(chǔ)及地基變形圖圖3.3.2-2 階段6支架基礎(chǔ)及地基變形圖圖3.3.2-3 階段7支架基礎(chǔ)及地基變形圖圖3.3.2-4 階段8支架基礎(chǔ)及地基變形圖圖3.3.2-5 階段9支架基礎(chǔ)及地基變形圖圖3.3.2-6 階段10支架基礎(chǔ)及地基變形圖2地基超孔隙水壓力計算結(jié)果如圖3.3.2-7圖3.3.2-7所示。圖3.3.2-7 階段5地基超孔隙水壓力云圖圖3.3

30、.2-8 階段6地基超孔隙水壓力云圖圖3.3.2-9 階段7地基超孔隙水壓力云圖圖3.3.2-10 階段8地基超孔隙水壓力云圖圖3.3.2-11 階段9地基超孔隙水壓力云圖圖3.3.2-12 階段10地基超孔隙水壓力云圖3 計算結(jié)果分析（1）各梁段施工后最初10d內(nèi)沉降速率最大，以后沉降速率逐漸減小至2mm/d以內(nèi)，有利于后期梁段拼裝。（2）在縱向計算模式下，各梁段施工時相鄰梁段之間存在相互影響。與整體一次加載計算結(jié)果相比，分段施工加載計算得到的支架基礎(chǔ)沉降明顯減小，有利于結(jié)構(gòu)施工，且先施工的梁段沉降小，后施工的梁段沉降大。根據(jù)施工順序，各梁段計算結(jié)果為：第1梁段混凝土澆注10d后，支架承臺沉

31、降量為23.72mm，與橋墩（假定不動）差異沉降23.72mm。 第5梁段混凝土澆注10d后，支架承臺最大沉降量為35.40mm，梁段差異沉降9.5mm。第4梁段澆注10d后支架承臺最大沉降量為37.26mm，梁段差異沉降7.87mm。第3梁段澆注10d后支架承臺最大沉降量為44.90mm，梁段差異沉降21.14mm。第2梁段澆注10d后支架承臺最大沉降量為54.27mm，梁段差異沉降13.96mm。4應(yīng)對措施第1梁段與主橋墩之間由于剛度懸殊的差異沉降最明顯，將第1梁段支架承臺與第2梁段支架承臺連成整體，形成大承臺，支架荷載傳至更大范圍，則作用在承臺的荷載相應(yīng)減少至67%。承臺中心樁樁長增加，

32、從15m增大至17m，進入砂層3m，大規(guī)模減少沉降。第一及第二梁段荷載較大，承臺做預(yù)壓處理，消除沉降變形。3.4 基礎(chǔ)及加固驗算3.4.1 復(fù)合地基處應(yīng)力檢算按照45度擴散角擴散到混凝土墊層底面，單柱子的作用面積為1.81.8m的正方形，最大單柱反力為1398.4KN，應(yīng)力為：1398.4*1.2/1.8/1.8=517.9KPa;大于粉質(zhì)黏土：0=120KPa。地基承載力不滿足要求，需要加固。3.4.2 地基加固 地基加固擬采用混凝土攪拌樁復(fù)合地基加固，經(jīng)過計算，采用樁徑0.6m，樁長15m，樁間距0.7m，三角形布置時，復(fù)合地基承載力為：347KPa，依然滿足不了要求滿足承載力要求。面積置

33、換率為0.26986。當(dāng)樁間距過小時，受力后樁與樁之間相互影響嚴重，不利于發(fā)揮單樁的承載力。故選用管樁加固地基。3.4.3臨時管樁基礎(chǔ)加固檢算1 小里程第一梁段臨時管樁基礎(chǔ)加固檢算現(xiàn)在采用17根直徑為500mm的管樁、8根直徑為1000mm的抗滑樁與承臺相連作為上部支架的基礎(chǔ)，上部支架傳遞給基礎(chǔ)的反力為6043.1KN，承臺自重2261.25KN。（1）管樁驗算圖3.4.3-1 小里程第一梁段基礎(chǔ)管樁計算圖（2）抗滑樁驗算圖3.4.3-2 小里程第一梁段基礎(chǔ)抗滑樁計算圖2 大里程第一梁段臨時管樁基礎(chǔ)加固檢算現(xiàn)在采用10根直徑為500mm的管樁、9根直徑為1000mm的抗滑樁與承臺相連作為上部支

34、架的基礎(chǔ)，上部支架傳遞給基礎(chǔ)的反力為3884.7KN，承臺自重1725KN。（1）管樁驗算圖3.4.3-3 大里程第一梁段基礎(chǔ)管樁計算圖（2）抗滑樁驗算圖3.4.3-4 大里程第一梁段基礎(chǔ)抗滑樁計算圖上部傳遞給基礎(chǔ)的力通過承臺均分給管樁與抗滑樁，經(jīng)過計算管樁與抗滑樁均滿足單樁承載力要求3第二、三、四、五梁段臨時管樁加固地基驗算現(xiàn)在采用28根直徑為500mm的管樁與承臺相連作為上部支架的基礎(chǔ)，上部支架傳遞給基礎(chǔ)的最大反力為4528KN，承臺自重1080KN，根據(jù)地質(zhì)資料將樁持力層選擇在粉質(zhì)粘土（軟塑），樁端進入持力層大于兩倍的樁徑，取5.13m，根據(jù)第一梁段與第二梁段銜接處的臨時管樁基礎(chǔ)加固檢算

35、可知：F=415KN（4823+1080）/16=368.9KN，此時樁長理論取為17m。4臨時墩處管樁地基驗算臨時墩處承臺需改成如圖所示兩墩下承臺相連的形式，并采用85根直徑為500mm管樁的布樁形式，具體如附圖所示。通過全橋模型中支座反力的最大值5126.2KN，其中臨時支墩由兩個分離的方形鋼筋混凝土柱共同承擔(dān)受力，傳到樁基的力為14458.2KN，均分給40根樁后的樁頂外荷載為361.5KN，計算地基承載力見下圖：圖3.4.3-5 單樁承載力計算圖計算結(jié)果為：計算表明：采用樁徑0.5m，樁長15m，按85根的布置能滿足要求，而且每根樁的外荷載小于單樁承載能力，根據(jù)計算結(jié)果承臺尺寸以及樁基

36、布置進行調(diào)整（圖3.4.3-6）3.4.3-6 樁基布置圖承臺尺寸為127.5m，樁中心間距1.5m，樁距承臺外緣凈距0.5m，按85根等距布置。5結(jié)論及注意事項根據(jù)以上計算及檢算結(jié)果，可得出以下主要結(jié)論：（1）碗扣支架應(yīng)力及穩(wěn)定性滿足要求，表明支架方案可行。（2）地基應(yīng)力不滿足承載力要求，需要加固。（3）地基加固采用水泥攪拌樁復(fù)合地基加固，樁徑0.6m，樁長15m，樁間距0.7m，三角形布置時，復(fù)合地基承載力為：347KPa，依然不滿足承載力要求。復(fù)合地基處的加固方案不可行。（4）第一梁段與第一梁段銜接處三排鋼管柱采用管樁加固的區(qū)域采用38根直徑為500mm的預(yù)制管樁，持力層進入粉質(zhì)粘土（軟

37、塑）5.13m的時候，能滿足上部傳遞給基礎(chǔ)的力。（4）第二、三、四、五梁段單排鋼管柱采用管樁加固的區(qū)域采用28根直徑為500mm的預(yù)制管樁，持力層進入粉質(zhì)粘土（軟塑）5.13m的時候，能滿足上部傳遞給基礎(chǔ)的力。（5）基礎(chǔ)預(yù)壓（作為驗證試驗）1）、單樁預(yù)壓：由于采用靜壓管樁成樁方式，采用建筑基樁檢測技術(shù)規(guī)范中慢速維持荷載法，直接采用靜壓管樁設(shè)備及其配重作對反力裝置，進行單樁承載力檢測，檢測過程及結(jié)果分析需滿足規(guī)范要求。2）、管樁上部承臺施工完成后預(yù)壓：以上部傳遞下的最大荷載的1.2倍，采用鋼錠預(yù)壓。以第二梁段橫橋向第一排承臺為例。從鋼管柱向下傳遞荷載為：431.7噸(已乘以1.2的系數(shù))。鋼錠每

38、層0.5m，承臺大小11.5*2.5，需鋪設(shè)鋼錠4層，高2m。3）、通過基礎(chǔ)預(yù)壓，減少后期塑形變形及沉降。3.5梁體澆筑及預(yù)應(yīng)力施加3.5.1澆筑方案T構(gòu)轉(zhuǎn)體橋梁體相關(guān)參數(shù)如表5.2.1-1所示：表5.2.1-1 T構(gòu)轉(zhuǎn)體橋梁體參數(shù)第一段第二段濕接縫C第三段濕接縫B第四段濕接縫A第五段長度(m)2621321321330.8方量(m3)600.5556465.5374.242.3259.732.8361.7底板面積(m2)54126181261812618184.8最大截面積(m2)51.8753917.52717.52214.26213.87811.80211.6重量（t）1729.5816

39、24.3188.641077.7121.82747.9494.461041.7（1） 墩身及第一梁段施工；（2）第二梁段施工；（3） 三、四、五節(jié)段的混凝土施工；（4）濕接縫、穿束張拉第三、四、五節(jié)段；（5）拆除支架、臨時支墩支撐連續(xù)梁；（6）轉(zhuǎn)體、轉(zhuǎn)體到位后封鉸固定；（7）邊墩臨時支承頂梁、施工支撐墊石、安裝支座、去除頂梁設(shè)備、全橋張拉；（8）施工邊墩不等高側(cè)部分。3.5.2支架預(yù)壓為了檢查支架的承載力，減少和清除支架的非彈性變形及地基的沉降量。預(yù)壓重量按支架所承受最大施工荷載的60%100%110%分三次逐級加載。即先鋪設(shè)一定層數(shù)的鋼錠，達到荷載要求的60%后預(yù)壓，預(yù)壓過程中按規(guī)范要求嚴格

40、監(jiān)控沉降量，全部完成后；再鋪相應(yīng)層數(shù)鋼錠，達到施工荷載的100%，同時監(jiān)控；最后將荷載加載至最大施工荷載的110%，并做好監(jiān)控記錄。預(yù)壓時每跨5個斷面，每個斷面設(shè)6個觀測點。其中底模板上設(shè)置3個，支架底基礎(chǔ)上設(shè)置3個。同時，在鋼管支墩處各布置一個觀測斷面。支架預(yù)壓以第二梁段為例：第二梁段總重1624t，底模方木鋪設(shè)完畢后先進知60%總荷載等級預(yù)壓，即974.4t。底模面積126m2，每層鋼錠以50cm計，則第一級預(yù)壓層數(shù)2層。同理，第二、三層層預(yù)壓層數(shù)分別為3.3層、3.6層。采用鋼錠預(yù)壓，預(yù)壓荷載的分布較易控制，可確保同支架施工荷載分布基本一致，加載重量偏差控制在同級荷載5%以內(nèi)。支架預(yù)壓完

41、成后，根據(jù)預(yù)壓所得數(shù)據(jù)通過頂托調(diào)整底模板，以重新調(diào)整預(yù)拱度，對因預(yù)壓造成底模變形、破損的及時更換。3.5.3模板設(shè)計及驗算1模板設(shè)計全梁段底模采用木模。梁段外側(cè)模板利用鋼模板，梁段內(nèi)模板用竹膠板，以內(nèi)、外模桁架及20精軋螺紋鋼筋組成模板支撐體系；先立外模板，綁扎腹板、橫隔板及底板部分的普通鋼筋，并布放豎向預(yù)應(yīng)力筋和縱向、橫向預(yù)應(yīng)力波紋管；再立內(nèi)模板及內(nèi)隔板模板；安裝頂模架、頂板模板和預(yù)應(yīng)力管道。安裝底模時，于距梁端2.5m范圍內(nèi)單獨制做鋼模，并將鋼模固定于梁端上，支架及模板拆除時該段模板不拆除，保證鋼模穩(wěn)定與梁接觸緊密，以滿足落梁時千斤頂頂力、轉(zhuǎn)體后千斤頂上頂?shù)恼w性。2 模板驗算因該連續(xù)梁模

42、板種類較多，不能一一驗算。在連續(xù)梁模板中編號為b1的模板面積最大使用最廣跟其他模板的結(jié)構(gòu)構(gòu)造也基本一致，固只對b1進行驗算。其圖紙如下。 3模板材料面板采用=5mm，橫筋均采用8#，背架采用10#，豎筋采用=6mm扁鋼，法蘭采用=10mm，對拉桿采用直接為20mm的精軋螺紋鋼。4荷載計算對豎直模板來說，模板承受的力有新澆筑的混泥土側(cè)壓力、振動器產(chǎn)生的荷載、傾倒混凝土產(chǎn)生的沖擊荷載。 P=P混+P振+P傾當(dāng)混凝土的澆筑速度在6m/h以下時，作用于側(cè)模板的壓力按下式計算： P混=Kh當(dāng)v/T0.035時： h=0.22+24.9v/T當(dāng)v/T0.035時： h=1.53+3.8v/TP混新澆筑混凝

43、土對模板的最大側(cè)壓力（kn/m ）。h有效壓頭高度。T混凝土入模時的溫度。取T=30K外加劑影響修正系數(shù)；不加是時，K=1;摻緩凝劑時K=1.2 -混凝土的重力密度（kn/m ）,取=25kN/m3v混凝土澆筑速度（m/h），取v=2m/h。H混凝土澆筑層（在水泥初凝時間以內(nèi)）的高度在本工程中v/T=2/30=0.0670.035 h=1.53+3.8v/T=1.53+3.8*0.067=1.785mP混=Kh=1.2*25*1.785=53.55KN/對模板的總壓力P= P混+P振+P傾=53.55+4+4=61.55 KN/為方便計算取P=62 KN/=0.062N/m5強度計算1）面板計

44、算面板橫筋豎筋間距均為400mm，采用5mm鋼板。Ly/Lx = 400/400=1.0 ,查附表二（路橋施工計算手冊）得KMx0 =-0.0600, KMy0=-0.0550, KMx =0.0227, KMy=0.0168, Kf=0.0016.取1mm寬面板為計算均布載荷 qP* l0.06210.062 N/mm求支座彎矩：Mx0 = KMx0 qlx2=-0.060.0624002=-592Nmm My0= KMy0qly2=-0.0550.0624002=-545.6 Nmm截面模數(shù) ： W=bh2/6 =1*5*5/6=4.167 mm3則x= Mx0 /Wx=592/4.167

45、=142 N/mm2215 N/mm 滿足要求。求跨中彎矩求支座彎矩： Mx= KM qlx2=0.02270.0624002=225Nmm My= KMyqly2 =0.01680.0624002=166.7 Nmm鋼材泊松比=0.3，故需換算為：Mx（v） = Mx+My=225+166.7*0.3=275 Nmm My（v）=Mx +My =225*0.3+166.7=234 Nmm應(yīng)力為 y= My0 /Wy =275/4.167=66 N/mm2215 N/mm 面板的強度設(shè)計能滿足要求。擾度計算：查“結(jié)構(gòu)靜力計算表”得 max=0.0016 ql4/K 而K =Eh3b /12(1

46、-r2)=2.1105531/12(1-0.30.3)=24.54105 則max=0.00160.0624004/24.54/105=0.75mm1/500=0.8mm面板的剛度設(shè)計能滿足要求。2）橫筋計算橫筋間距400，采用8其截面系數(shù)W=25.3103mm3,慣性矩=101.3104m3荷載：q=Ph=0.062400=24.8N/mm采用邁達斯軟件計算其結(jié)果如下：由彎矩圖可得最大彎矩Mmax=1.16106N/mm應(yīng)力max=Mmax/W=45.8N/mm 215 N/mm 懸臂部分撓度驗算：=q*l4/8/E/I=0.3mml/500=0.8mm跨中部分驗算=q*l4/384/E/I

47、*（5-242）=0.293mml/500=0.8mm豎筋滿足要求3）豎向背架計算：豎向背架間距750，選用210,以三道對拉桿為支撐點，W=79.4103mm3，I=396104m3荷載：q=Ph=0.062750=46.5N/mm采用邁達斯軟件計算其結(jié)果如下：由彎矩圖可得最大彎矩Mmax=2.61106N/mm應(yīng)力max=Mmax/W=32.8N/mm 215 N/mm 懸臂部分撓度驗算：=q*l4/8/E/I=0.027mml/500=0.5mm跨中部分驗算=q*l4/384/E/I*（5-242）=0.8mml/500=1.5mm豎向背架滿足要求。4）對拉桿的驗算：對拉桿橫向間距750

48、，豎向間距750，采用直徑為20的精軋螺紋鋼。對拉桿承受的拉力F=0.062*750*750=34875N對拉桿截面面積S=10*10*3.14=314mm對拉桿受拉應(yīng)力=F/S=111 N/mm2 500 N/mm2 。模板符合連續(xù)梁施工要求。3.5.4立模標高主梁支架現(xiàn)澆過程中，通過已經(jīng)建立好了的有限元模型，將各個施工階段的主梁變形值統(tǒng)計好，再計算得出每個梁段的立模標高，通過計算分析可以得出混凝土澆筑前后、預(yù)應(yīng)力鋼束張拉前后各個梁段的撓度位移值。轉(zhuǎn)體時最大懸臂狀態(tài)以及施加二恒后的主梁豎向位移變形圖如圖5.2.4-1、圖5.2.4-2所示。圖5.2.4-1 轉(zhuǎn)體時最大懸臂狀態(tài)豎向位移變形圖（

49、單位：mm）圖5.2.4-2 施加二恒后豎向位移變形圖（單位：mm）在主梁的支架現(xiàn)澆過程中，梁段立模標高與主梁線形是否平順密切相關(guān)。立模標高并不等于橋梁的設(shè)計標高，一般要設(shè)置一定的預(yù)拱度，以抵消施工中產(chǎn)生的各種變形，余家灣特大橋主橋立模標高由下式確定： （4.1）式中：階段立模標高；階段設(shè)計標高；階段計算所得的預(yù)拱度；階段自重、預(yù)應(yīng)力等合計荷載引起的撓度；支架彈性變形值；支架地基沉降；在立模標高計算中，與在倒退分析計算中已經(jīng)加以考慮，而表示的支架彈性變形值由支架預(yù)壓試驗來估算，表示的地基沉降，通過兩支架承臺的沉降來推算各點的沉降值。通過模型分析及同類橋梁施工的經(jīng)驗，最終采用的立模標高值見表5.

50、2.4-1。表5.2.4-1 立模標高值（單位：m）梁節(jié)段里程距離梁底板高程預(yù)拱度值支架變形值地基沉降量立模標高1026.35535.810260.000000000.000813660.0000000035.81107366第五梁段1.61027.95535.829460.000402950.001035610.0001100035.831008563.51031.45535.871460.002356270.001903510.0001300035.875849781.21032.65535.885860.003247270.002451360.0002300035.891788633.1

51、1035.75535.923060.005699940.002703540.0005700035.932033483.11038.85535.960260.008574840.002963160.0005600035.972358003.31042.15535.983860.011655180.002919850.0005500035.9989850231045.15535.985860.014471250.003034910.0005200036.0038861631048.15535.970860.017303300.002861340.0005000035.9915246331051.1

52、5535.940860.020064340.003025490.0006700035.9646198331054.15535.896860.022593670.002963170.0008200035.9232368431057.15535.839860.024690440.003180360.0007500035.8684808031060.15535.768860.026438360.002994820.0006900035.79898318第四梁段31063.15535.684860.027953960.003210680.0006600035.7166846431066.15535.5

53、88860.029076810.002991180.0006400035.6215679931069.15535.479860.029991840.003205680.0006300035.5136875231072.15535.359860.030304170.002807850.0006100035.3935820231075.15535.227860.030338750.002531680.0006500035.2613804331078.15535.083860.029964100.002100000.0007100035.1166341031081.15534.929860.0292

54、32280.002041320.0008500034.9619836031084.15534.763860.028091350.001911070.0010200034.79488241第三梁段31087.15534.586860.026920240.002503690.0006200034.6169039331090.15534.398860.025184790.002249740.0009200034.4272145331093.15534.200838550.023512510.001803650.0008100034.2269647131096.15533.990192050.0219

55、02670.001460620.0006900034.0142453431099.15533.769645550.020167550.001533930.0007700033.7921170331102.15533.537199050.018323830.001335120.0007600033.5576179931105.15533.293852550.016546160.001326680.0003400033.3120653931108.15533.038606050.014499600.001260390.0008400033.05520604第二梁段31111.15532.77345

56、9550.012583820.001558250.0007700032.7883716131114.15532.496413050.010641680.001572600.0003900032.5090173331117.15532.209466550.008805290.001554790.0004600032.2202866431120.15531.910620050.007092910.001729110.0003600031.919802073.51123.65531.54932830.005353640.001868010.0009200031.557469952.51126.155

57、31.283227050.004103970.001641050.0009600031.2899320731129.15530.952680550.002840700.000338700.0007300030.95658995第一梁段1.71130.85530.76070470.002253480.000870810.0000000030.7638289831133.85530.41474820.001549700.001889210.0000000030.418187113.51137.35529.897661450.000949160.000000000.0000000029.898610

58、600.81138.15529.647641050.000971870.000000000.0000000029.648612921.81139.95529.660861150.000710590.000000000.0000000029.661571730.81140.75529.666632750.000789410.000000000.0000000029.667422161.41142.15529.676579050.000000000.000000000.0000000029.676579051.41143.55529.686329350.000789410.000000000.00

59、00000029.687118760.81144.35529.691812950.000710590.000000000.0000000029.692523531.81146.15529.703917050.000971870.000000000.0000000029.704888920.81146.95529.965192650.000949160.000000000.0000000029.966141803.51150.45530.53152090.001549700.001889210.0000000030.5349598131153.45530.91968440.002253480.0

60、00870810.0000000030.922808681.71155.15531.135577550.002840700.000338700.0007300031.13948695第二梁段31158.15531.508331050.004103970.001641050.0009600031.515036072.51160.65531.80960480.005353640.001868010.0009200031.817746453.51164.15532.220138050.007092910.001729110.0003600032.2293200731167.15532.5611915