連續(xù)梁邊跨現(xiàn)澆段支架設(shè)計(jì)計(jì)算

# 八t=，2〉,；=14〃12.7=11.57Mpa,小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在2、3支座間，為0.4mm,小于容許變形f=l400=1300/400=3.25mm,剛度滿足要求。各支座處（縱向分配梁支撐處）支反力為：X=0.1m，N=4.4+10.2=14.6KN；X=0.75m，N=14.7+13.5=28.2KN；X=2.05m，N=14.2+14=28.2KN；X=3.35m，N=13.7+13.7=27.4KN；X=4.65m，N=14+14.2=28.2KN；X=5.95m，N=13.5+14.7=28.2KN；X=6.6m，N=10.2+4.4=14.6KN。注意：上述支反力為0.4m長(zhǎng)梁體的荷載情況下對(duì)縱向分配梁的壓力。2、縱向分配梁根據(jù)以上第1項(xiàng)對(duì)底模10#槽鋼計(jì)算，各支點(diǎn)處支反力即表示為對(duì)縱向分配梁的壓力，選取最大的壓力28.2KN進(jìn)行計(jì)算，視為均布荷載。則：均布荷載P=28.20.4=70.5KN/m。自重：14.5Kg/m=0.145KN/m，（為保證不漏算荷載，進(jìn)入計(jì)算）則：計(jì)算的均布荷載為：70.5+0.145=70.65KN/m。縱向分配梁為雙排14#槽鋼組成，每組長(zhǎng)6m，兩組搭接成12m長(zhǎng)，置于橫向分配梁上，橫向分配梁間距布置為1.5m,故按4跨、總長(zhǎng)6m的連續(xù)梁建立受力模型為：縱向分配需雌邨計(jì)算圖：［1*5.1*5>1*5>1*5/ 7 7\ 7

計(jì)算結(jié)果：形形矩矩力力

變變鸞鸞S計(jì)算結(jié)果：形形矩矩力力

變變鸞鸞S曼

大大大大大大

日瞽瞽瞽瞽瞽取彎應(yīng)力：O=Mmax卷=17000/(80.5*2)=105.6Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度滿足x要求；剪應(yīng)力：t=NmaxA=643/(18.5*2)=17.38Mpa,小于容許t=120Mpa，截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在1、2支座間，為1mm,小于容許變形f=1400=1500/400=3.75mm,剛度滿足要求。3、橫向分配梁橫向分配梁為36c工字鋼，至于縱向蓋梁上，間距1.5m，對(duì)上支撐縱向分配梁，由于其間距為1.5m，故取1.5m長(zhǎng)梁體荷載計(jì)算，另翼緣板取1.5m長(zhǎng)作為對(duì)其的集中荷載。根據(jù)第1項(xiàng)計(jì)算的縱向分配梁在0.4m長(zhǎng)梁體荷載下的之反力情況，換算成1.5m長(zhǎng)梁體的荷載則為隊(duì)橫向分配梁的集中荷載。各荷載情況：A、翼緣板處梁體荷載（超灌系數(shù)5%）：1.31*1.5*26*1.05=53.6KN外模：1.0t/m*1.5=1.5t=15KN施工人員、施工料具運(yùn)輸、堆放荷載：2.5KN/m2*3.35*1.5=12.6KN傾倒混凝土產(chǎn)生的沖擊荷載（導(dǎo)管）：2.0KN/m2*3.35*1.5=10.1KN振搗混凝土產(chǎn)生的荷載：2.0KN/m2*3.35*1.5=10.1KN最終荷載為：P1、P9=（53.6+15）*1.2+（12.6+10.1+10.1）*1.4=128.2KNB、自重：71.2Kg/m=0.712KN/m，（為保證不漏算荷載，進(jìn)入計(jì)算，按均布荷載計(jì)）C、底腹板處從左至右為：P2=14.6/0.4*1.5+0.145*1.5=54.97KN，P3=28.2/0.4*1.5+0.145*1.5=105.97KNP4=28.2/0.4*1.5+0.145*1.5=105.97KN，P5=27.4/0.4*1.5+0.145*1.5=102.97KNP6=28.2/0.4*1.5+0.145*1.5=105.97KN，P7=28.2/0.4*1.5+0.145*1.5=105.97KNP8=14.6/0.4*1.5+0.145*1.5=54.97KN。建立受力模型為：，1.，1.3a：圖中未示自童產(chǎn)生的均布荷耙說明，受力模型圖中綠色為縱向蓋梁對(duì)橫向分配梁的支點(diǎn)，也是鋼管立柱橫向布置間距，設(shè)L0=3.8m、6-L0=6-3.8=2.2m進(jìn)行檢算計(jì)算情況

計(jì)算圖：計(jì)算結(jié)果：+-+-+-

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芳工|::>計(jì)算圖：計(jì)算結(jié)果：+-+-+-

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芳工|::>巨巨"”

變變彎Ins男

大大大大大大

日瞽瞽瞽瞽瞽取0mmx=8110.7kN.m

-47.2kN.m161.7kNx=9.8

-161.8kNx=2.2x=8.6x=2.2o=Mmax京=110700/902=122.7Mpa,小于容許o=210Mpax=2.2x=8.6x=2.2x剪應(yīng)力：t=Nmax^=161/90.7=17.83Mpa,小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在X=0（桿端），為2.3mm,小于容許變形f=%00=2200/400=5.5mm,剛度滿足要求。各支點(diǎn)處支反力（即1.5m梁長(zhǎng)荷載對(duì)縱向蓋梁的壓力）：X=2.2m，N=129.8+161.8=291.6KN；X=6.0m，N=107.4+107.4+P5=214.8+102.97=317.77KN；X=9.8m，N=161.8+129.8=291.6KN；4、縱向蓋梁縱向蓋梁為鋼管立柱上的縱梁，由兩根36c工字鋼組拼成一組，橫向布置3組，利用本橋0#、1#段現(xiàn)澆支架的縱梁，則長(zhǎng)為6.0m，故邊跨現(xiàn)澆段需要兩組順橋向布置才能滿足長(zhǎng)度，搭接設(shè)于鋼管立柱上，并采取焊接措施，但計(jì)算時(shí)分段檢算。第一種情況：靠邊墩側(cè)蓋梁即以6.0m長(zhǎng)的連續(xù)梁計(jì)算，蓋梁上為橫向分配梁，其荷載視為集中荷載，根據(jù)第3項(xiàng)計(jì)算結(jié)果知，中間一組蓋梁所受的壓力最大，為集中力P=317.77KN，以此集中力和鋼管立柱布置建立受力模型為：注：圖中未示自重產(chǎn)生的均柿耙自重：71.2*2Kg/m=0.712*2=1.424KN/m，（為保證不漏算荷載，進(jìn)入計(jì)算，按均布荷載計(jì)）根據(jù)橫向分配梁布置情況，各集中力從左至右為：317.77/2=158.89KN，317.77KN，317.77KN，317.77KN，317.77/2=158.89KN。按L1=1.0m、L2=2.5m、L3=2.5m計(jì)算計(jì)算圖為：計(jì)算結(jié)果為：曩大變形（*） 1.1mmx=0雪大變形（-） -0mm*=1.25TOC\o"1-5"\h\z量大彎矩（*） 159.6kN.in x=1最大董矩（-） -112kN.m *=4.5最大粵力（*） 308.8kN*=3.5最大勇力（-） -330.3kN x=1彎應(yīng)力：O=Mmax加=159600/（902*2）=88.47Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度滿,x足要求；剪應(yīng)力：t=NmaxA=3303/（90.7*2）=18.21Mpa,小于容許1=120Mpa，截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在X=0（桿端），為1.1mm,小于容許變形f=1400=1000/400=2.5mm,剛度滿足要求。各支座處支反力（即縱向蓋梁對(duì)鋼管立柱的壓力）：X=1.0m，N=160.3+330.3=490.6KN；（靠墩側(cè)）

X=3.5m，N=308.8+245.6=554.4KN；X=6.0m,N=75.8+158.9=234.7KN；（中間蓋梁接頭處，荷載取的一半計(jì)，另一半荷載計(jì)算入下一蓋梁內(nèi)）第二種情況：靠合攏段側(cè)蓋梁剩余梁段長(zhǎng)3.9m由靠合攏段側(cè)的縱向蓋梁承擔(dān)，建立3.9m長(zhǎng)的連續(xù)梁，集中力仍按照p=317.77的原則計(jì)入，建立受力模型為：計(jì)算結(jié)果為：

((形形矩矩力力變變鸞鸞粵男大大大大大大((形形矩矩力力變變鸞鸞粵男大大大大大大日瞽瞽瞽瞽瞽取-1.8mmx=3.929.2kN.m-225.3kN.m178.7kNx=3-151.3kNx=3x=1.5x=0O=Mmax^=225300/（902*2）=124.89Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度-x=3x=1.5x=0滿足要求；剪應(yīng)力：t=NmaxA=1707/（90.7*2）=9.41Mpa,小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在X=1.5m處，1、2支座間，為2.3mm,小于容許變形f=l400=1500/400=3.75mm；WX=3.9m處，桿端（靠合攏側(cè)），為1.8mm,小于容許變形f=1400=900/400=2.25mm。剛度滿足要求。各支座處支反力（即縱向蓋梁對(duì)鋼管立柱的壓力）：X=0m，N=151.3+158.89=310.69KN；為中間搭接處，結(jié)合上一部分的支反力X=6.0m，N=234.7KN，則該鋼管立柱最終受壓力為N=310.7+234.7=544.9KN。X=3.0m，N=170.7+33.1+317.77=521.6KN；五、施工工況一：拆除外側(cè)模和內(nèi)模系統(tǒng)（一）、荷載情況拆除外側(cè)模和內(nèi)模系統(tǒng)后，所以荷載均由底腹板傳遞至型鋼平臺(tái)上，具體地說，較混凝土澆筑時(shí)的荷載情況來看，翼緣板處無支撐，翼緣板處荷載通過腹板向下傳遞，頂板內(nèi)模支撐系統(tǒng)拆除，其荷載也通過腹板向下傳遞，不在傳遞至底板上。故腹板處除本身的荷載外，另增加了翼緣板和頂板的荷載，底板處荷載僅為底板的荷載，無頂板的荷載。此時(shí)荷載包括：A、梁體混凝土自身重量，應(yīng)考慮超灌系數(shù)5%；

B、進(jìn)行其它工作考慮人員、機(jī)具荷載2.5KN/m2,腹板處按照梁全寬13.4m計(jì)算；底板處按5.54m寬考慮。堆放荷載盡量減少，因此，拆除模板后應(yīng)及時(shí)將材料卸至梁體外。計(jì)算時(shí)按照從上向下的順序?qū)σ延械闹Ъ苓M(jìn)行檢算。（二）支架檢算1、底模板背肋槽鋼取0.4m長(zhǎng)梁體荷載計(jì)算。各荷載計(jì)算A、腹板荷載混凝土自重：（1.31+3.649/2+1.769）*0.4*26*1.05=53.55KN，對(duì)腹板橫向?qū)挾壬系木己奢d為53.55/0.58=92.32KN/m人員機(jī)具荷載：2.5*6.7*0.4/0.58=11.55KN/m貝U：92.32+11.55=103.87KN/m。（橫向均布荷載，長(zhǎng)0.58m）B、底板荷載混凝土自重：3.428*0.4*26*1.05/5.54=6.76KN/m人員機(jī)具荷載：2.5*0.4=1KN/m則：6.76+1=7.76KN/m。（橫向均布荷載，長(zhǎng)5.54m）建立受力模型S4門長(zhǎng)梁懶模根向受力醒圖（工況一）103.87KN/m103.87KN/m103.87KN/m103.87KN/m計(jì)算結(jié)果計(jì)算圖：計(jì)算結(jié)果：(-Mrr>亨巨巨”變變鸞計(jì)算圖：計(jì)算結(jié)果：(-Mrr>亨巨巨”變變鸞ns躬大大大大大大0.3miix=6.36-0.2mmx=02.2kN.mx=5.95-3.4kN.m x=6.3629kNx=6.6-29kH x=0.1彎應(yīng)力：O=MmaxW=340039.7=85.64Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度滿足要求;,X剪應(yīng)力：t=NmaxA=290/12.7=22.83Mpa,小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在2、3支座間，為0.3mm,小于容許變形f=a00=650/400=1.63mm,剛度滿足要求。各支座處（縱向分配梁支撐處）支反力為：X=0.1m，N=10.4+29=39.4KN；X=0.75m，N=22.2+6.2=28.4KN；

X=2.05m，N=3.9+4.7=8.6KN；X=3.35m，N=5.4+5.4=10.8KN；X=4.65m，N=4.7+3.9=8.6KN；X=5.95m，N=6.2+22.2=28.4KN；X=6.6m，N=29+10.4=39.4KN。注意：上述支反力為0.4m長(zhǎng)梁體的荷載情況下對(duì)縱向分配梁的壓力。2、縱向分配梁建立6m長(zhǎng)的連續(xù)梁，均布荷載取上述計(jì)算中支反力較大者q=39.4/0.4=98.5KN/m，自重：14.5Kg/m=0.145KN/m，（為保證不漏算荷載，進(jìn)入計(jì)算）則計(jì)算均布荷載為：98.5+0.145=98.65KN/m建立受力模型：計(jì)算圖為：4變形T彎矩(kN.m)計(jì)算結(jié)果：計(jì)算圖為：4變形T彎矩(kN.m)計(jì)算結(jié)果：形形矩矩力力變變彎形形矩矩力力變變彎ns躬大大大大大大日瞽瞽瞽瞽瞽甌彎應(yīng)力：O=Mmax布=23800/(80.5*2)=147.8Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度滿足-X要求；剪應(yīng)力：t=NmaxA=898/(18.5*2)=24.27Mpa,小于容許t=120Mpa，截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在1、2支座間，為1.3mm,小于容許變形f=%00=1500/400=3.75mm,剛度滿足要求。3、橫向分配梁荷載八、自重：71.2Kg/m=0.712KN/m，（為保證不漏算荷載，進(jìn)入計(jì)算，按均布荷載計(jì)）B、底腹板處從左至右為：P2=39.4/0.4*1.5+0.145*1.5=147.97KN，P3=28.4/0.4*1.5+0.145*1.5=106.72KNP4=8.6/0.4*1.5+0.145*1.5=32.47KN，P5=10.8/0.4*1.5+0.145*1.5=40.72KNP6=8.6/0.4*1.5+0.145*1.5=32.47KN，P7=28.4/0.4*1.5+0.145*1.5=106.72KNP8=39.4/0.4*1.5+0.145*1.5=147.97KN。建立受力模型

.園中耘自重產(chǎn)生犧布荷耙3.3、計(jì)算結(jié)果計(jì)算圖：計(jì)算結(jié)果:.園中耘自重產(chǎn)生犧布荷耙3.3、計(jì)算結(jié)果計(jì)算圖：多多巨多多巨_hr_h.d開開失失才力變變彎鸞S臭大大大大大大日瞽瞽瞽瞽瞽取-7.3mmx=12120.9kN.m-HS.UkN.m180.7kNx=9.8x=6x=8.6x=6x=8.6x=2.2彎應(yīng)力：O=Mmax蘇=120900/902=134.0Mpa,小于容許o=210Mpa,強(qiáng)度滿足要求；,X剪應(yīng)力：t=Nmax^=180〃90.7=19.92Mpa,小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：結(jié)構(gòu)物處最大變形支座之間，為2.9mm,小于容許變形f=1400=3800/400=9.5mm,剛度滿足要求。各支座處支反力（即1.5m梁長(zhǎng)荷載對(duì)縱向蓋梁的壓力）：X=2.2m，N=1.6+180.7=182.3KN；X=6.0m，N=109.2+109.2+P5（40.72）=259.12KN；X=9.8m，N=180.7+1.6=182.3KN；由計(jì)算得最大支反力與混凝土澆筑時(shí)支架相比，仍然為中間排縱向蓋梁承受的壓力最大為259.12KN，且小于317.77KN，因此，不再往下檢算，可知，該支架在混凝土澆筑過程中能滿足要求，則在該工況下也能滿足要求。六、施工工況二：邊跨合攏時(shí)采用吊架，對(duì)邊跨現(xiàn)澆段支架壓力許可情況1、荷載情況施工工況二是在施工工況一結(jié)束后進(jìn)行的，因此檢算施工工況二應(yīng)在工況一的基礎(chǔ)上進(jìn)行計(jì)算，即邊跨現(xiàn)澆段拆除外模、內(nèi)模與邊跨合攏段澆注的情況，由于是在兩個(gè)工序下結(jié)合的計(jì)算，其所取荷載不一致，不便于計(jì)算，根據(jù)第五項(xiàng)計(jì)算可知，混凝土澆筑支架能滿足要求，則拆除模板后也能滿足要求，所以，此工況計(jì)算時(shí)則簡(jiǎn)化為均在混凝土澆筑狀況下的荷載情況。邊跨合攏采取吊架合攏，現(xiàn)澆段支架則承受合攏段一半的荷載，合攏段長(zhǎng)度為2.0m，計(jì)算時(shí)近似認(rèn)為增加1.0m長(zhǎng)的梁體荷載即可，增加的荷載布置在現(xiàn)澆段0.5m處。2、建立受力模型在第4.2項(xiàng)所述的受力模型基礎(chǔ)上，增加1.0m長(zhǎng)的梁體荷載，此時(shí)梁段長(zhǎng)4.9m的荷載由靠合攏段側(cè)的縱向蓋梁承擔(dān)，建立3.9m長(zhǎng)的連續(xù)梁，集中力仍按

照p=317.77的原則計(jì)入，建立受力模型為:圖中粉色所示荷載為現(xiàn)澆段荷載，藍(lán)色所示為合攏段長(zhǎng)1.0m梁體荷載。集中荷載從左至右分別為：X=0，317.7〃2=158.89KN；X=1.5，317.77KN；X=3,317.77KN；X=3.4，317.77/1.5*1.15=243.62KN；X=3.9，317.77/1.5*0.15=31.78KN。3、計(jì)算結(jié)果計(jì)算圖：

計(jì)算結(jié)果：形形矩矩力力

變變彎登鷺契

大大大大大大TOC\o"1-5"\h\z(+) 1.5mm x=1.5形形矩矩力力

變變彎登鷺契

大大大大大大(-) -B.Uimix=3.9(+) 126.6kN.m x=3(-) -176.6kN.il x=1.5(+) 203.2kNx=3(-) -276.7kN x=3彎應(yīng)力：o=Mmax，M=176600/(902*2)=97.89Mpa,小于容許o=210Mpa，強(qiáng)度滿x足要求；剪應(yīng)力：t=NmaxA=2767/(90.7*2)=15.3Mpa，小于容許t=120Mpa,截面幾何型式滿足要求；撓度：最大變形在X=1.5m處，1、2支座間，為1.5mm,小于容許變形f=1400=1500/400=3.75mm；ffX=3.9m處，桿端(靠合攏側(cè))，為0.4mm,小于容許變形f=l400=900/400=2.25mm。剛度滿足要求。各支座處支反力(即縱向蓋梁對(duì)鋼管立柱的壓力)：X=0m，N=118.8+158.89=277.69KN，小于310.69KN，檢算鋼管立柱時(shí)不作為控制值。X=3.0m，N=203.2+276.7+317.77=797.67KN，檢算鋼管立柱時(shí)作為靠合攏側(cè)一橫排獨(dú)立考慮。七、鋼管立柱及基礎(chǔ)1、鋼管立柱根據(jù)前述計(jì)算結(jié)果，中間排鋼管立柱所受壓力最大，從墩旁開始，各壓力分別為：X1=1.0m，N=490.6KN；X2=3.5m，N=554.4KN；X3=6.0m，N=544.9KN；X4=9.0m，N=521.6KN；X4=9,0m，N=797,6KN(邊跨合攏時(shí)，承受合攏段一半荷載情況)。因此，鋼管立柱及基礎(chǔ)設(shè)計(jì)按照第1、