改老线桥连续箱梁跨河段现浇支架施工技术方案.docx

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改老线桥连续箱梁跨河段现浇支架施工技术方案

改老线桥连续箱梁跨河段现浇支架

施工技术方案

2006年8月

改老线桥连续箱梁跨河段现浇支架施工技术方案

1、概述

某高速公路某合同段改老线桥为6×18.6m现浇连续梁桥；其中桥梁第二、三孔跨跨越主河道，关河水受季节影响较大，雨季多发洪水，洪流蓄积时间短、流速快为其主要特点。

不适宜满堂支架施工，支架设置水中墩亦较困难且成本较高；经项目部组织技术人员多次讨论，本着充分利用现有资源、安全可行的原则，我部拟利用在墩柱上设置抱箍来支承型钢横梁，在横梁上搭设六四式军用梁桁梁跨越主河道，桁梁上设满堂支架来支撑箱梁模板系统。

2、满堂支架、桁梁、及抱箍方案布置

2.1、总体构思

（1）、桁梁设置于跨越主河道的1#～3#墩间两孔跨，河中不设临时墩，通过在桥墩上设置抱箍来支撑桁梁结构。

（2）、主河道两岸不受洪水影响的部分按满堂式钢管支架方案施工。

（3）、为保证施工期间的绝对安全，桁梁下缘高度应大于常洪水位一定高度。

（4）、抱箍采用钢板+加劲肋的形式，通过螺栓预紧使抱箍对墩柱产生握裹力，利用抱箍与墩柱间的摩擦力来平衡上部结构自重和施工荷载。

（5）、桁梁上设置横向槽钢，槽钢上按满堂支架立杆横向间距布设底托和设置立杆，其上按满堂支架进行施工。

满堂支架在满足搭设和模板安装标高调整需要的情况下应尽量减小满堂支架高度，以减少桁梁上的施工荷载。

2.2、桁架布置及加固

根据现场情况，桁梁设置于跨越主河道的1#～3#墩之间，通过在桥墩上设置抱箍来支撑桁梁结构，桁梁总长40m，为两跨连续结构。

如图

（1）示，桁架采用六四军用梁按3m桁高布置，横向布置5片，每片横向宽52cm，片与片之间在上下弦及中部节点位置通过连接系槽钢及U型螺栓连接为一整体，上弦直接利用[22a槽钢并利用一号U型螺栓进行连接，下弦利用连接系槽钢[10及二号U型螺栓进行连接，中部节点位置利用连接系槽钢[10及三号U型螺栓进行连接，详细可参见《六四军用梁使用手册》。

墩柱间设3片军用梁桁片，片与片之间中心间距155cm，另在墩柱外侧各设置一军用梁桁片。

桁梁支承于设置在抱箍牛腿上的型钢横梁（2I56a）上，桁梁下弦与型钢横梁间利用U型螺栓进行连接，型钢横梁（2I56a）上翼缘设置U型螺栓孔，在型钢横梁两端焊接∠90×8角钢对主桁架进行限位。

每个墩柱顶设置4根I56a工字钢横梁，工字钢横梁应紧贴立柱混凝土，并利用M20套筒螺栓对拉固定，套筒可利用脚手架钢管加工，套筒螺栓大样如图（3）示。

2#墩支点位置的基本三角，因支点集中太大，经计算其内腹杆（2∠50×50×5）需进行加强处理，加强采用2[12.6槽钢进行，与原有节点板进行焊接，端焊缝采用三面围焊，焊缝厚度6mm，一个端头焊缝总长度不小于550mm；需加强位置及端部焊接大样示意如下图。

2.3、桁梁顶满堂支架布置

2.3.1、支架材料

支架采用φ48×3.5mm钢管进行拼装，钢管脚设立杆垫座（WDJ碗扣架构件），顶面采用调节范围不小于50cm的可调节顶托（WDJ碗扣架构件）作为支撑。

2.3.2、支架搭设

在桁架上弦每间隔150cm布置[22a槽钢来支撑脚手架底座及立杆，同时作为桁架上弦的连接杆件，[22a槽钢与上弦间利用一号U型螺栓进行连接。

与[22a槽钢相对应，满堂脚手架立杆纵向间距150cm；桁架上设置满堂支架的目的是为了便于模板支撑和标高调整。

对钢管脚手架，按照受力的不同立杆横向采取不同的钢管间距，支架横断面布置见图

（1），纵段面布置见图

（2）。

在箱梁肋板及墩柱实心断面位置立杆横桥向间距60cm；底板及翼缘板位置立杆横桥向间距90cm；钢管的横杆步距为120cm，最底脚横杆距[22a槽钢横梁为50cm。

对立杆应事先计算出需要立杆高度，在按需要的高度进行安装立杆，对顶托的调接高度，按最大40cm计。

支架每隔4m，加十字交叉斜撑，十字交叉斜撑在纵横向都进行设置。

2.3.3、立杆高度调整及预拱度设置

在支架搭设时，对立杆应按主桁梁顶面与模板底的高程进行选择，按顶托能调节40cm高度进行立杆加工和安装，并通过顶托进行立杆高度微调。

桁梁跨中预拱度设置为2.5cm，墩柱位置为0cm，墩顶至跨中按抛物线分配。

预拱度通过满堂支架顶托进行高度调整。

2.4、抱箍结构及安装见抱箍结构图（另册）

抱箍高度125cm，内径150cm，加工成两个半圆状，并通过每侧16颗M27螺栓（45#钢）进行连接。

为保证抱箍与墩柱间密贴，除保证抱箍加工精度和曲线圆滑外，在两个半圆间螺栓连接位置预留4cm空隙，以利于螺栓预紧和拉力传递，使螺栓的预紧力转换为抱箍对墩柱的正压力（握裹力）。

抱箍筒体钢板采用δ=12mm钢板，沿高度方向均匀设置5道240×10mm横向加劲肋，沿直径方向设置11道240×10mm竖向加劲肋，接头钢板采用δ=20mm、宽250mm钢板，并在每道横向加劲肋之间设置δ=12mm的接头加劲钢板。

抱箍牛腿钢板采用δ=20mm钢板，焊接成上部开口腔的形式，每个牛腿竖向设置三块根部高615mm、尾部高325mm、长616mm的竖板，另设置δ=20mm底板及端板。

抱箍各构件相交周边连续双面焊，焊缝厚度为10mm，接头钢板及牛腿钢板与筒体钢板及横肋钢板间应双面破口焊。

组焊后结构外形尺寸误差不大于1mm，螺栓孔孔距误差不大于0.5mm。

抱箍安装施工中应注意的问题：

（1）、“抱箍”与墩柱间的正压力是由连接螺栓施加的，螺栓应首先进行预紧，然后再用经校验过的扭力拌手进行终拧，以使各螺栓均匀受力并确保螺栓的拉力值。

（2）、浇筑盖梁砼时，由于“抱箍”受力后产生变形，螺栓的拉力值会发生变化，因此，在浇筑盖梁的全过程中应反复对螺栓进行复拧，即每浇筑一层砼均应对螺栓复拧一次。

（3）、“抱箍”安装高度现场根据梁底标高及相关尺寸自行确定。

3、箱梁底模板

3.1、底模布置

在支架立杆可调节顶托上布设15×12cm纵方木；然后在纵方木上用木钉定位6×6cm横背销方木，横方木间距25cm，横背销方木接头应设置在纵方木位置；在横背销上铺设1.2cm竹胶板做底模。

底模板面标高包含施工预拱值且符合设计横坡。

3.2、顶托和纵木安装

顶托安装按每根立柱一个顶托进行，在安装时，按照箱梁底模板标高进行控制，顶托安装好后，安装纵木，纵木为15×12平方厘米的方木，长度按立柱间距的倍数进行控制，纵木接头必须放在顶托中间，两根紧密接融，并用木斜固定，如图（4）示。

3.3、底模板安装

在纵木安装好后，进行平整度验收，使纵木顶面基本保持平整，平整度误差小于5毫米，验收合格后，进行横背销铺设，横背销采用6×6cm方木，横方木间距25cm，横背销在安装好后，顶面应平整，横背销检查合格后，安装竹胶板，竹胶板采用厚度为t=1.2

cm，面积大于2m2的竹胶板，用铁钉固定在横背销上。

底模板在安装时，必须进行精确的放样，定出底模板的外缘位置。

对底模板，设置施工预拱度。

底模安装大样见图（5）。

3.4、底模板的验收

在浇筑段底模板安装好后，进行验收，对模板的标高、平面位置进行复测，平整度和模板接缝都达到施工规范要求，才能进行下道工序。

4、支架预压

在底模板安装完成后，以施工恒载重的1.2倍重量布荷预压，采用编织袋装砂土堆码，用压重材料容重换算为体积高度控制。

预压逐级进行，每级荷载控制在40吨左右，维持时间30分钟左右，最后一级维持时间一小时，桁梁在跨中、L/4及抱箍位置设置沉降观测点。

预压过程中，对支架沉降进行连续观测收集数据，计算出支架弹性和非弹性变形，与计算挠度进行比较，若相差较大应查找原因，必要时对支架预拱值进行必要的调整。

5、支架、模板拆除

5.1、拆除条件

在施工联连续箱梁浇筑完成，混凝土达到设计强度后，进行箱梁预应力张拉（若有预应力）、在预应力管道灌浆和封锚完成后，即可以进行支架和箱梁底模板拆除。

5.2、支架模板拆除

箱梁支架在拆除前，组织一个20人的拆除队伍，由专人进行负责统一指挥，每个工人带一把铁锤，开始前，先进行施工技术交底，让操作人员知道施工程序，拆除分以下几步程序进行：

首先，进行顶托松动，纵向由跨中对称向两端逐渐松动，在横向由箱梁轴线向两边逐个进行松动，松动前，在顶托上用粉笔打上记号，第一次使顶托往下降2厘米，在全桥的顶托第一次松动完成后，进行第二次松动，第二次松动顺序和第一次一样，往下降高度为4厘米，顶托经过两次往下降，底模板已全部和混凝土脱落，然后可拆除竹胶板、纵、横背销方木和顶托，最后拆除钢管支架、六四式军用桁梁、型钢横梁和抱箍等。

在进行两次顶托松动时，在桥面上跨中位置，必须有测量人员进行沉降观测，如果发现异常现象，应立即终止顶托松动，找到原因后再继续拆除。

5.3、拆除检查

在支架和模板全部拆除完成后，对箱梁的混凝土进行一次全面检查，检查混凝土结构的轴线和标高及混凝土外观质量，并将检查结果交工程师。

6、支架受力验算

6.1、计算荷载说明

支架计算荷载为：

支架模板自重+浇注段钢筋砼重力+施工荷载（1.5KPa）+振捣砼时产生的荷载（2.0KPa）。

箱梁荷载通过底模板及横背销、侧模板传递到设置于立杆顶可调节顶托上的纵向方木上，然后通过纵向方木直接传递给立杆（支架）；满堂支架纵、横向横杆上没有直接荷载作用，只起减少立杆自由长度和保持立杆稳定的作用。

支架立杆荷载通过[22a槽钢横梁分配于5片军用梁主桁架上，最后通过I56a型钢横梁传递给抱箍牛腿，由抱箍与墩柱间的摩擦力来平衡施工荷载及箱梁、模板及支架自重。

6.2、底模板及纵、横背销方木计算

（1）、底模板计算

底模板采用δ=12mm竹胶板，近似按简支于6×6cm横背销上进行计

算（实际为连续支承于横背销上，如图（5）示，按单跨简支计算偏于安全）。

取单位板宽（1m）按简支梁近似计算，竹胶板容许弯拉应力取12MPa。

力作用简图参考图（6），先计算单位板宽模板上作用的均布荷载q大小：

混凝土荷载q1=A×γ砼=1.3（梁高）×1×2.5=3.25t/m

≈32.5KN/m。

施工荷载q2=1.5KPa×1m=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q3=2.0KPa×1m=2.0KN/m。

则：

q=q1+q2+q3=32.5+1.5+2.0=36KN/m。

最大剪力Qmax=qL/2=36×0.25/2=4.5KN。

最大弯矩Mmax=qL2/8=36×0.252/8=0.281KN.m。

弯曲应力σ=Mmax/W=0.281/（1×0.0122/6）=11719KPa

=11.7MPa<[σ]=12MPa。

剪应力τmax=1.5Qmax/A=1.5×4.5/（1×0.012）

=562.5KPa=0.56MPa<[τ]=1.9MPa

可见底模板受力满足要求。

（2）、6×6cm方木横背销计算

按混凝土自重较大的隐性盖梁位置计算，6×6cm方木横背销跨距60cm，按作用于纵向方木上的简支梁计算（实际为连续梁，计算结果偏于安全），如图（7）示。

计算模板传递给横背销的均布荷载q，根据模板上作用的均布荷载大小，有：

q=0.25×36=9KN/m。

则跨中最大弯矩Mmax=qL2/8=9×0.62/8=0.405KN.m。

支点最大剪力Qmax=qL/2=9×0.6/2=2.7KN。

弯曲应力σmax=Mmax/W=0.405/（0.063/6）=11250KPa=11.25MPa

<[σ]=12MPa

剪应力τmax=1.5Qmax/A=1.5×2.7/（0.06×0.06）=1125KPa

=1.13MPa<[τ]=1.9MPa

可见方木横背销受力安全。

（3）、纵向方木计算

纵向方木为15×12cm截面，仍按作用于立杆顶托上的简支梁计算（实际为连续梁，计算结果偏于安全），计算跨距按立杆间距150cm，如图（8）示。

仍按荷载较大的隐性盖梁位置进行控制计算，横背销传递给纵木的均布荷载q，根据横背销作用在纵木上支点荷载大小，有：

q=9×0.6/0.25=21.6KN/m。

则跨中最大弯矩Mmax=qL2/8=21.6×1.52/8=6.075KN.m。

支点最大剪力Qmax=qL/2=21.6×1.5/2=16.2KN。

弯曲应力σmax=Mmax/W=6.075/（0.12×0.152/6）=13500KPa

=13.5MPa<1.3[σ]=15.6MPa（按临时结构提高30%）。

剪应力τmax=1.5Qmax/A=1.5×16.2/（0.15×0.12）=1350KPa

=1.35MPa<[τ]=1.9MPa。

可见纵木受力安全。

6.3、φ48×3.5mm满堂支架立杆稳定性计算

先计算作用于每根立杆上的压力N大小：

（按隐性盖梁位置计算）。

混凝土荷载N1=V×γ砼=0.6×1.5×1.3（梁高）×2.5=2.925t

≈29.25KN。

施工荷载N2=1.5KPa×0.6m×1.5m=1.35KN。

振捣砼时产生的荷载N3=2.0KPa×0.6m×1.5m=1.8KN。

钢管支架及模板自重N4≈1.0KN。

则：

N=N1+N2+N3+N4=29.25+1.35+1.8+1.0=33.4KN。

φ48×3.5mm钢管截面特性：

A=4.89cm2，i=1.578cm。

根据支架布置图

（1）、图

（2），横杆步距120cm，则：

长细比λ=l0/i=120/1.578=76.05。

查《钢结构设计规范》得，受压稳定系数φ=0.807。

σ＝N/（φA）＝33.4/（0.807×4.89×10-4）

=84638KPa≈84.64MPa<[σw］＝145MPa。

可见立柱受压稳定性计算是安全的。

纵、横向横杆上没有直接荷载作用，受力很安全，不再进行计算。

6.4、[22a槽钢横梁计算

[22a槽钢横梁为支承于军用梁桁架上的连续梁，用于将立杆荷载分配传递于主桁梁上，仍取隐性盖梁位置的横梁进行计算，计算简图如图（9）示。

支点位置取每片桁梁中心点。

先计算隐性盖梁处实心截面位置单根[22a横梁上的荷载集度q1：

箱梁截面尺寸如图（10）示，

混凝土荷载q11=（1.3×1.5）×γ砼=1.95×2.5=4.875t/m

≈48.75KN/m。

人员及施工机具荷载q12=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q13=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q14≈1.7KN/m。

则：

q1=q11+q12+q13+q14=48.75+1.5+3+1.7=54.95KN/m。

翼板根部的荷载集度q2：

混凝土荷载q21=（0.45×1.5）×γ砼=0.675×2.5=1.6875t/m

≈16.88KN/m。

人员及施工机具荷载q22=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q23=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q24≈2.0KN/m。

则：

q2=q21+q22+q23+q24=16.88+1.5+3+2.0=23.38KN/m。

翼板端部的荷载集度q3：

混凝土荷载q31=（0.15×1.5）×γ砼=0.225×2.5=0.5625t/m

≈5.625KN/m。

图（11）隐性盖梁位置[22a横梁变形及内力计算结果图

续上图

人员及施工机具荷载q32=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q33=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q34≈2.0KN/m。

则：

q3=q31+q32+q33+q34=5.625+1.5+3+2.0=12.13KN/m。

利用同济大学《工程计算器》V2.0软件，按连续梁计算[22a横梁，计算结果如图（11）示：

从图（11）计算结果，[22a横梁悬臂端最大挠度f=1.1mm。

最大弯矩Mmax=17.2KN.m；最大剪力Qmax=56.2KN。

则[22a横梁弯曲应力：

σmax=Mmax/W=17.2/（217.627×10-6）=79034.3KPa≈79.03MPa

<[σ]=145MPa。

（A3钢）

剪应力：

τmax=Qmax/[（220-2×11.5）×7×10-6]=56.2/（1.379×10-3）

=40754.2KPa≈40.75MPa<[τ]=85MPa。

可见[22a横梁受力安全。

6.5、主桁梁（六四式军用梁）计算

取单片桁梁按平面杆系结构利用《微机结构分析通用程序SAP2000》进行计算。

6.5.1、[22a横梁分配于每片桁梁上的荷载计算

（1）、隐性盖梁位置

根据图（11）剪力计算结果，计算得[22a横梁作用在桁梁上的支点力如下：

如图（9）示。

R1′=26.1+55.7=81.8KN，R2′=56.2+48.3=104.5KN，

R3′=36.9+36.9=73.8KN。

（2）、跨中截面位置

箱梁截面尺寸参考图（10）,先计算单根[22a横梁上的荷载集度q1、q2、q3、q4、q5、q6：

肋板及翼板处荷载集度q1、q2、q3与图（9）相同，不再重复计算；现计算箱室位置的荷载集度q4、q5、q6：

先计算q4：

混凝土荷载q41=（0.85×1.5）×γ砼=1.275×2.5=3.1875t/m

≈31.875KN/m。

人员及施工机具荷载q42=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q43=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q44≈1.7KN/m。

则：

q4=q41+q42+q43+q44=31.875+1.5+3+1.7=38.075KN/m。

荷载集度q5：

混凝土荷载q51=（0.55×1.5）×γ砼=0.825×2.5=2.0625t/m

≈20.625KN/m。

人员及施工机具荷载q52=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q53=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q54≈1.7KN/m。

则：

q5=q51+q52+q53+q54=20.625+1.5+3+1.7=26.825KN/m。

箱室中部的荷载集度q6：

混凝土荷载q61=（0.45×1.5）×γ砼=0.675×2.5=1.6875t/m

≈16.88KN/m。

人员及施工机具荷载q62=1.0×1.5=1.5KN/m。

振捣砼时产生的荷载q63=2.0KPa×1.5m=3.0KN/m。

模板及满堂支架自重近似取：

q64≈1.7KN/m。

则：

q6=q61+q62+q63+q64=16.88+1.5+3+1.7=23.08KN/m。

利用同济大学《工程计算器》V2.0软件，按连续梁计算[22a横梁，计算结果如图（13）示：

图（13）跨间[22a横梁变形及内力计算结果图

续前表

可见跨中[22a横梁内力没超过隐性盖梁位置横梁内力，不再进行强度验算，根据图（13）中剪力计算结果计算作用在每片主桁梁上的支点反力如下：

R1=26.1+46=72.1KN，R2=22.9+21=43.9KN，R3=28.4+28.4=56.8KN。

（3）、计算工况及力作用简图

力作用简图如图（14）示，按边桁片、次边桁片和中桁片力作用大小的不同共计算三个受力工况；其作用力R1、R2、R3、R1′、R2′、R3′的大小见

（1）、

（2）节的计算。

桁架自重按单位长度重量由程序计算，考虑连接缀板、连接系槽钢等重量，经计算单位长度重量需考虑2.42倍的增大系数，如图（15）示。

图（15）重量修正系数

6.5.2、结构的简化及约束

（1）、各构件的简化

①、基本三角简化见图（16）

基本三角弦杆2[16两端部节点（1、5）按铰接处理，中间节点（2、3、4）按刚接处理；斜腹杆2[8两端部节点（1、5、8）按铰接处理，中间节点（6、7）按刚接处理；其余内腹杆2∠50×5皆按两端铰接处理。

②、端构架的简化见图（17）

除下弦杆2[16中部节点（节点2）按刚接处理外，其余各杆件单元皆按两端铰接处理。

③、其它各单元的简化

斜弦杆及撑杆皆按两端铰接处理。

（2）、约束

如图（14）示，左端支座按固定铰支座，其余按滑动铰支座。

6.5.3、单元截面特性

（1）、上下弦杆、斜弦杆及撑杆（2[16槽钢）

（2）、端构架内斜腹杆（2[10槽钢）

（3）、斜腹杆（2[8槽钢）

（4）、中竖杆（2∠50×5槽钢）

6.5.4、计算结果

（1）、边桁梁

①、跨中最大挠度见图（18）

Vmax=-1.87cm≈[V]=L/400=1860/400=4.65cm；可见变形满足规范要求。

图（18）边桁梁变形计算结果图

②、内力计算结果见图（19）

①、2[16上下弦最大内力单元：

最大压力Nmax=-49850.7kg=-49.851t<［Ny］＝-116t。

最大拉力Nmax=53200.9kg=53.201t<［Nl］＝+131t。

其中上下弦杆许用拉力和压力根据《六四军用梁使用说明手册》取值。

图（19）边桁梁轴力计算结果填充图

（黄色表示受拉、红色受压）

注:

黄色表示受拉单元,红色表示受压单元。

②、2[8斜腹杆最大内力单元：

最大拉力杆Nmax=33343.7kg=33.437t<[N]＝+45t；

最大压力杆Nmax=-43060.4kg=-43.060t<[N]＝-45t。

③、2∠50×5竖杆最大内力单元：

2#墩支点处下弦的一片基本三角内腹杆内力皆超过容许受力值，其中中竖杆N=-57418kg=-57.418t>[N]＝-15t，支点位置竖杆N=-46273.6

kg=-46.274t>[N]＝-15t，斜腹杆N=38027.6kg=38.028t，皆需要加强。

采用2[12.6槽钢进行焊接加强处理，2[12.6槽钢受压承载力计算如下：

取中竖杆计算长度l0=150cm，[12.6槽钢惯性半径i=4.953cm，则计算长细比λ=l0/i=30.285，按16Mn钢、b类截面查《钢结构设计规范》得受压稳定系数φ=0.926。

则加固后受压容许承载力[N]=-15（原杆件）-A×[σ]×φ（2[12.6槽钢）=-15-2×15.692×1.85×0.926=-68.764t。

加固单元焊缝厚度按6mm计，焊缝长度L=15.692×1.85/（0.707×0.6×[τ]）=29.03/（0.707×0.6×1.25）=54.75cm。

可见加固后支点处各单元内力在容许内力范围内，安全。

（2）、次边桁梁

①、跨中最大挠度

Vmax=-1.21cm≈[V]=L/400=1860/400=4.65cm；可见变形满足规范要求。

②、内力计算结果

①、2[16上下弦最大内力单元：

最大压力Nmax=-32143.3kg=-32.143t<［Ny］＝-116t。

最大拉力Nmax=34659.2kg=34.659t<［Nl］＝+131t。

②、2[8斜腹杆最大内力单元：

最大拉力杆Nmax=22551.5kg=22.552t<[N]＝+45t；

最大压力杆Nmax=-27624.8kg=-27.625t<[N]＝-45t。

③、2∠50×5竖杆最大内力单元：

2#墩支点处下弦的一片基本三角内腹杆内力仍皆超过容许受力值，其中中竖杆N=-36467.98kg=-36