凉台河大桥三角斜拉挂篮计算书2号8号段Word下载.docx

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153.45

133.93

箱梁高度Hi（m）

7.673

7.133

3.52

腹板厚W2（m）

0.7

0.55

箱梁底板厚Ti（m）

0.885

0.822

0.472

二、该桥结构设计对挂篮施工有以下要求：

1、各梁段均采取一次浇注混凝土，在特殊情况下可采用二次浇注；

2、各悬臂施工梁段，无论在浇注或挂篮移动、拆除阶段，均要求保持平衡施工。

三、挂篮受力计算：

1、受力分析：

1.1.灌施工时各节段混凝土最大重量

名称

设计最大重量（t）

计算最大重量（t）

底板部分重量（不含腹板处）（t）

腹板处重量（含顶板处）（t）

顶板重量（t）

翼板重量（t）

备注

3.3m梁段

156

36

43.6×

17.6

7.6×

4m梁段

136.8

29

34×

21．4

9.2×

注：

为了便于计算重量按断面较大一端计。

1.2.挂篮荷载（自重部分）

主桁自重

底模系

侧模系

内模系

底后锚操作平台

轨枕及滑轨等

合计

备注

重量（t）

14

14.8

19.6

7.2

0.5

5.9

62

外侧模采用墩身模板改（增加重量40kg/m2，增加总重量0.04×

（4.2×

6×

2）=2t。

1.3.荷载组合

根据《公路桥涵设计和施工规范》并结合挂篮实际，取以下荷载组合：

荷载组合Ⅰ：

混凝土重量+动力附加荷载+挂篮自重+施工机具和人群重；

荷载组合Ⅱ：

混凝土重量+挂篮自重+混凝土偏载+施工机具和人群重；

荷载组合Ⅲ：

混凝土重量+挂篮自重+风载；

荷载组合Ⅳ：

混凝土重量+挂篮自重+施工机具和人群重；

荷载组合Ⅴ：

挂篮自重+冲击附加荷载+风载。

荷载组合Ⅰ～Ⅲ用于主桁承重系统强度和稳定性计算，荷载组合Ⅳ用于变形计算，荷载组合Ⅴ用于挂篮行走验算。

1.4.挂篮验算指标

根据《公路桥涵设计和施工规范》9.2.4条和15.3.3条、《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》（JTGD62-2004）3.2.2和3.2.3条等取值：

三角桁架最大允许变形：

18mm；

底模支架挠度容许值：

L/400；

钢模板的面板变形应小于1.5mm；

Q235钢：

E=2.06×

105MPa，f=215MPa；

ft=125MPa

精轧螺纹钢（d=32）：

fpk=930MPa，fpd=770MPa；

施工时、行走时的抗倾覆安全系数：

2；

自锚固系统的安全系数：

2。

1.5.荷载取值

荷载取值如下：

梁段荷载：

悬臂浇注最重的梁段为2#段，新浇混凝土重力荷载156t，考虑超灌系数后重力荷载为156×

1.05=163.8t；

8#梁段重量为136.8t，考虑超灌系数后重力荷载为136.8×

1.05=143.64t。

挂篮自重：

包括主梁、底模、内模、侧模、行走系统、吊杆和锚固系统共计62t。

施工机具和人群荷载：

12×

3.3×

2.5=99KN。

振捣器震动荷载：

12×

2=79.2KN。

混凝土冲击荷载：

动荷载合计：

99+79.2+79.2=257.4KN。

冲击附加荷载：

挂篮空载行走时的冲击系数0.3，则冲击附加荷载=0.3×

挂篮自重，即186KN。

风荷载：

基本风压W0=400Pa。

按腹板面积计算：

4.2×

0.4=12.8KN

2、施工2#段时：

2.1荷载计算

如右图，考虑1.05的超灌系数后的混凝土自重荷载。

腹板处为（7.673×

26×

1.05=209.5KN/m2

底板处:

（0.885+0.3×

0.3/5.1）×

1.05=24.5KN/m2

底模前横梁荷载:

148/6.5/3.3=6.9KN/m2

2.5KN/m2。

2KN/m2。

6.5KN/m2。

腹板处荷载:

209.5×

1.2+6.9×

1.2+6.5×

1.4=268.8KN/m2

底板处荷载:

24.5×

1.4=46.8KN/m2

2.1底纵梁计算

边纵梁每边3根，采用45b工字钢；

参数：

A=111cm2,Ix=33760cm4,Wx=1500cm3。

中纵梁6根，采用32b工字钢；

A=73.4cm2,Ix=11620cm4,Wx=726cm3。

底纵梁布置：

0.077+2×

0.232+0.777+2×

0.771+0.78+2×

0.771+0.777+2×

0.232+0.077=6.5m

边1号梁荷载:

（0.077+0.232/2）×

268.8=51.9KN/m

边2号梁荷载:

0.232×

268.8=62.4KN/m

边3号梁荷载:

（0.232/2+0.159）×

268.8+0.23×

46.8=84.7KN/m

中梁荷载:

0.78×

46.8=36.5KN/m

根据以上计算可知道,边纵梁3号梁荷载最大：

84.7KN/m，空模板处荷载：

（6.9×

1.2+2.5×

1.4）×

（0.232/2+0.159）=3.2KN/m

荷载计算简图

剪力图

弯矩图

内力计算

单位：

力（lb）,力矩（kN*m）

杆端1杆端2

单元码轴力剪力弯矩轴力剪力弯矩

10.00000000171.0150000.000000000.00000000171.01500085.5075000

20.00000000171.01500085.50750000.00000000-108.495000188.665500

30.00000000-108.495000188.6655000.00000000-112.33500056.1675000

40.00000000-112.33500056.16750000.00000000-112.3350000.00000000

反力计算

力（kN）,力矩（kN*m）,角度（默认）

结点约束反力合力

支座

结点水平竖直力矩大小角度力矩

10.00000000171.015000-0.00000000171.01500090.0000000-0.00000000

50.00000000112.3350000.00000000112.33500090.00000000.00000000

最大剪力tmax=171KN

剪应力：

τ=（Q/S）×

10=171/111×

10＝15.4MPa＜fτ=125MPa

最大弯矩Mmax=188.7KN.m

强度应力：

σ=M/w=188.7×

103/1500=125.8MPa＜f=215MPa

最大变形量9mm＜5500/400=13.8mm

45b工字钢满足要求。

中梁计算：

力（kN）,力矩（kN*m）

10.0000000074.1330000-0.000000000.0000000074.133000037.0665000

20.0000000074.133000037.06650000.00000000-46.317000082.9629000

30.00000000-46.317000082.96290000.00000000-50.157000025.0785000

40.00000000-50.157000025.07850000.00000000-50.1570000-0.00000000

力（kN）,力矩（kN*m）,角度（Rad）

10.0000000074.13300000.0000000074.133000090.00000000.00000000

50.0000000050.1570000-0.0000000050.157000090.0000000-0.00000000

最大剪力tmax=74.1KN

τ=（Q/S）*10=74.1/73.4×

10＝10.1MPa＜fτ=125MPa

最大弯矩Mmax=83KN.m

σ=M/w=83×

103/726=114.3MPa＜f=215MPa

最大变形量11.4mm＜5500/400=13.8mm

32b工字钢满足要求。

2.2底托梁计算

前后底托梁均采用2根36b槽钢，参数：

A=68.1cm2,Ix=12650cm4,Wx=703cm3。

（1）前底托梁计算

纵梁支反力计算

纵梁编号

边1

边2

边3

中梁

前支点（kn）

70

83.6

112.3

50.2

后支点（kn）

105.1

126.2

171

74.1

吊带布置:

0.42+2.2+4.6+2.2+0.42=9.84m

前托梁荷载计算简图

10.00000000-0.000000000.000000000.00000000-0.000000000.00000000

20.0000000022.46421980.000000000.0000000022.464219828.0802747

30.0000000022.464219828.08027470.0000000022.464219829.8100197

40.00000000-47.535780129.81001970.00000000-47.535780118.7817187

50.00000000-131.13578018.78171870.00000000-131.135780-11.6417822

60.00000000-243.435780-11.64178220.00000000-243.435780-111.207016

70.00000000150.600000-111.2070160.00000000150.600000-55.7862163

80.00000000100.400000-55.78621630.00000000100.40000021.6221836

90.0000000050.200000021.62218360.0000000050.200000060.3263836

100.000000000.0000000060.32638360.000000000.0000000060.3263836

110.00000000-50.200000060.32638360.00000000-50.200000021.6221836

120.00000000-100.40000021.62218360.00000000-100.400000-55.7862163

130.00000000-150.600000-55.78621630.00000000-150.600000-111.207016

140.00000000243.435780-111.2070160.00000000243.435780-11.6417822

150.00000000131.135780-11.64178220.00000000131.13578018.7817187

160.0000000047.535780118.78171870.0000000047.535780129.8100197

170.00000000-22.464219829.81001970.00000000-22.464219828.0802747

180.00000000-22.464219828.08027470.00000000-22.4642198-0.00000000

190.000000000.00000000-0.000000000.000000000.00000000-0.00000000

力（kN）,力矩（kN*m）结点约束反力合力

20.0000000022.4642198-0.0000000022.464219890.0000000-0.00000000

70.00000000394.0357800.00000000394.03578090.00000000.00000000

140.00000000394.035780-0.00000000394.03578090.0000000-0.00000000

190.0000000022.4642198-0.0000000022.464219890.0000000-0.00000000

最大剪力tmax=243.4KN

τ=（Q/S）*10=243.4/（68.1×

2）×

10＝17.9MPa＜fτ=125MPa

最大弯矩Mmax=111.2KN.m

σ=M/w=111.2×

103/（703×

2）=79.1MPa＜f=215MPa

最大变形量1.6mm＜4600/400=11.5mm

2根36b槽钢满足要求。

（2）后底托梁计算

10.000000000.000000000.000000000.000000000.000000000.00000000

20.0000000035.27619240.000000000.0000000035.276192444.0952405

30.0000000035.276192444.09524050.0000000035.276192446.8115073

40.00000000-69.823807546.81150730.00000000-69.823807530.6123840

50.00000000-196.02380730.61238400.00000000-196.023807-14.8651393

60.00000000-367.023807-14.86513930.00000000-367.023807-164.977876

70.00000000222.300000-164.9778760.00000000222.300000-83.1714766

80.00000000148.200000-83.17147660.00000000148.20000031.0907233

90.0000000074.100000031.09072330.0000000074.100000088.2218233

100.000000000.0000000088.22182330.000000000.0000000088.2218233

110.00000000-74.100000088.22182330.00000000-74.100000031.0907233

120.00000000-148.20000031.09072330.00000000-148.200000-83.1714766

130.00000000-222.300000-83.17147660.00000000-222.300000-164.977876

140.00000000367.023807-164.9778760.00000000367.023807-14.8651393

150.00000000196.023807-14.86513930.00000000196.02380730.6123840

160.0000000069.823807530.61238400.0000000069.823807546.8115073

170.00000000-35.276192446.81150730.00000000-35.276192444.0952405

180.00000000-35.276192444.09524050.00000000-35.2761924-0.00000000

190.000000000.00000000-0.000000000.000000000.00000000-0.00000000

20.0000000035.2761924-0.0000000035.276192490.0000000-0.00000000

70.00000000589.3238070.00000000589.32380790.00000000.00000000

140.00000000589.3238070.00000000589.32380790.00000000.00000000

190.0000000035.2761924-0.0000000035.276192490.0000000-0.00000000

最大剪力tmax=367KN

10=367/（68.1×

10＝26.9MPa＜fτ=125MPa

最大弯矩Mmax=165KN.m

σ=M/w=165×

2）=117.4MPa＜f=215MPa

最大变形量2.3mm＜4600/400=11.5mm

2.3吊带计算

（1）前后主吊带

主吊带采用断面2根13cm×

2cm钢带16Mni，销孔6.4cm。

边吊带为φ32精轧螺纹钢筋。

前主吊带：

最大拉力394KN

后主吊带：

最大拉力589.3KN

前吊带计算伸长量，后吊带计算抗拉强度。

Δl=394×

103/（2.1×

105）/（（130-64）×

20×

2）×

8000=5.7mm

后吊带抗拉强度计算：

σ=（N/S）×

10=589.3/（（13-6.4）×

2×

10＝223.2MPa＜f=300MPa

后吊带受力较大，为了吊带安全，施工时后主吊带在中间加设一根，按三根设置。

（2）前边吊带

前边吊带：

22.4KN

后边吊带：

35.3KN

φ32精轧螺纹钢筋满足拉力要求。

（3）侧模吊带

翼板处荷载:

混凝土自重:

76KN，前吊点重76×

2.15÷

5.5=29.7KN，后吊点76-29.7=46.3KN。

侧模系自重:

196KN，前吊点重98×

5.5=38.3KN，后吊点98-38.3=59.7KN。

动活载：

6.5×

2.75×

3.3=59KN，前吊点重59×

5.5=23.1KN，后吊点59-23.1=35.9KN。

前吊点重量：

29.7×

1.2+38.3×

1.2+23.1×

1.4=113.9KN。

后吊点重量：

46.3×

1.2+59.7×

1.2+35.9×

1.4=177.5KN。

（4）内模吊带

顶板处荷载:

顶板混凝土自重:

176KN，前吊点重176×

5.5=68.8KN，后吊点176-68.8=107.2KN。

内模系自重:

72KN，前吊点重72×

5.5=28.1KN，后吊点72-28.1=43.9KN。

5.1×

3.3=109.4KN，前吊点重109.4×

5.5=42.8KN，后吊点109.4-42.8=66.6KN。

68.8×

1.2+28.1×

1.2+42.8×

1.4=176.2KN。

107.2×

1.2+43.9×

1.2+66.6×

1.4=274.6KN。

2.4前上横梁计算

前上横梁用2根45a工字钢并排焊接组成，参数：

A=102cm2,Ix=32240cm4,Wx=1430cm3。

主桁间距6.05m，前横梁吊点布置内滑梁吊点+主吊带+外滑梁吊点+前托梁边吊点，距中线1.75+0.55+1.5+0.695+0.315=4.81m，全长：

9.62m。

计算简图：

剪力图：

弯矩图：

10.00000000-0.00000000-0.0