現(xiàn)澆連續(xù)梁盤扣支架、門洞支架驗算報告

1、XX城際鐵路X標(48+80+48)連續(xù)梁支架驗算報告XXXXXX股計研究有限公司 二0一八年X月XX城際鐵路六標(48+80+48)連續(xù)梁支架驗算報告編制人：復核人：審核人：XXXXXXX滋計研究有限公司二0一八年X月1、編制依據 12、項目概況 13、材料特性 24、荷載計算 24.1 施工各項荷載計算 24.2 結構特性 24.3 設計工況及荷載組合 34.3.1 分項系數 34.3.2 荷載組合 34.3.3 箱梁荷載計算 34.2 荷載組合 45、模型建立 45.1 建立模型 45.2 模型說明 56、支架計算結果 56.1 支架剛度結果 56.2 支架強度分析 76.3 支架穩(wěn)定分

2、析 106.4 局部受力分析 116.5 方木和竹膠板驗算 127、地基承載力驗算 148、結論 141、編制依據(1)、施工圖設計文件(2)、鐵路橋涵施工技術規(guī)范(JTG/T F50-2011 )(3)、鋼結構設計規(guī)范 (GB 50017-2017 )(4)、鋼結構設計手冊(第三版)(5)、建筑施工承插型盤扣式鋼管支架安全技術規(guī)程JGJ231-2010(6)、建筑結構荷載規(guī)范 (GB 50009-2012)(7)、混凝土結構設計規(guī)范(GB 50010-2010)(8)、建筑樁基技術規(guī)范 (JGJ 94-2008 )(9)、建筑地基基礎設計規(guī)范(GB50007-2011)(10)、鋼結構工程施

3、工質量驗收規(guī)范(GB50205-2001)(11 )、普通碳素結構鋼技術條件(GB700-88)(12)、橋梁支架安全施工手冊2、項目概況方案概述轉體連續(xù)梁采用滿堂盤扣支架現(xiàn)澆施工。施工方法如下：原地表壓實處理，換 填30cm厚8除土層，澆筑20cm厚C25混凝土硬化，在混凝土硬化上搭設滿堂盤扣 支架。支架安裝完成后進行預壓。預壓完成后，根據預壓成果及設計預拱度，計算立 模標高，調整模板。安裝鋼筋、預應力管道。安裝外側模。按設計分段要求進行箱 梁混凝土分段澆筑施工。立桿：橫橋向：間距全部為 3X 1.2m +3X 0.6m+0.9m+2X 1.2m+0.9m+3X 0.6m+3X 1.2m?？v

4、橋向：從梁遠端為起點：分別為 1.2m, 0.9m, 0.6m。步距：均為1.5m。底模：采用20mm勺膠板。次龍骨采用100mm*150mm木方木橫橋向20cm間隔布置主龍骨采用單根(14工字鋼)，橫橋方向布置。翼板：主龍骨采用單根(14工字鋼)，縱橋向布置。次龍骨橫向布置，采用 100mm*100mm木，間距30cm邊跨現(xiàn)澆段支架橫橋向步距：1.2m+1.5m+1.2m+3*0.6m+1.5m+0.9m+1.5m+3*0.6m+1.2m+1.5m+1.2m邊跨現(xiàn)澆段支架縱橋向步距：3*0.9m+3*1.5m3、材料特性根據鋼結構設計規(guī)范要求，Q345鋼材抗拉強度設計值(r=310Mpa抗剪

5、強度 設計值r =180Mpa Q235鋼材抗拉強度設計值(r=215Mpa抗剪強度設計值r =125Mpa4、荷載計算6.6 施工各項荷載計算(1)鋼筋混凝土自重：26kN/m3(2)模板及次龍骨?。?.5 kN/m 2(3)施工人員及設備荷載取：4 kN/m2(4)振搗荷載：2.0 kN/m 26.7 結構特性1 .盤扣支架特性主 架：Q345B fc =300 N/mm2 E =2.06 X105 N/mm2橫 斜桿：Q235, fc=200N/mm2 E =2.06 X 105 N/mrm圖2-1盤扣支架截面圖2 .盤扣支架尺寸主架：小 60.2mm x t:3.2mm 橫桿：小 48

6、.2mm x t:2.5mm斜桿：小 48.2mm x t:2.75mm材料特性一覽表“料名稱材質截面尺寸(mm)壁厚(mm)強度.2f n(N/mm)彈性模量_2E(N/mm)慣性矩I(mm4)抵抗矩3W(mm)回轉半徑i(mm)立桿Q345B60.23.23002.06 X 1052.31 X 10537.7 X 1020.10水平桿Q235B48.22.52002.06 X 1059.28 X 1043.86 X 1031.61豎向斜桿Q23548.22.752002.06 X 1059.28 X 1043.86 X 1031.61竹膠板2013順紋600066666766667I14Q

7、235B2002.06 X 105方木100X1001390008333333.3240000方木100X150139000281250002400003 .3設計工況及荷載組合4.3.1 分項系數本項目盤扣支架計算按照基本組合，各荷載組合系數取值如下：(1)結構自重，分項系數1.2 ;(2)施工人員機具荷載、風荷載、振搗荷載，分項系數1.4;4.3.2 荷載組合(1)強度荷載組合4.3.3 X混凝土自重+ 1.2 X支架與模板系統(tǒng)自重+ 1.4 (施工人員及機具+振搗混 凝土荷載+風荷載)。(2)剛度荷載組合1.0 X混凝土自重+ 1.0 x支架與模板系統(tǒng)自重+ 1.0 x風荷載。4.3.3

8、箱梁荷載計算混凝土箱梁荷載表控制截面區(qū)域面積(m2)容重(KN/m3)截面荷載荷載(KN/m2)B-B翼緣1.2326.0032.06腹板1.847.80頂底板4.9126.854D-D翼緣1.2332.06腹板4.2108.95頂底板5.7147.446E-E翼緣1.2332.06腹板5.8150.86頂底板6.2161.7983、風荷載計算：根據建筑施工承插型盤扣件鋼管支架安全技術規(guī)程(JGJ 231-2010 )第4.2.2條規(guī)定，作用在腳手架及模板支撐架上的水平風荷載標準值按下式計算：Wk -sWo式中：叫為風荷載標準值(KN/mf);%為風壓高度變化系數，按現(xiàn)行國家標準建筑結構荷載規(guī)

9、范(GB50009-2012 )采用;也為風荷載體型系數，取 0.8 ;Wo為基本風壓，按現(xiàn)行國家標準建筑結構荷載規(guī)范(GB 50009-2012 )采用。按建筑結構荷載規(guī)范(GB50009-2012 )第8.2.1條規(guī)定地面粗糙度為 B類，查閱表8.2.1條可以得到風壓高度變化系數為 1.39。河北地區(qū)50年一遇基本風壓根據建筑結構荷載規(guī)范(GB 50009-2012 )附錄E可以得到為0.5KN/m2 ,所以風荷載標準值為：Wk =/sWo = 1.38 0.8 0.5=0.552KN /m24.2 荷載組合表2荷載組合系數表荷 載 工 況分項系數自重(ST)1.2現(xiàn)澆箱梁濕重(ST)1.

10、2施工人員、施工材料及運輸堆放荷載(ST)1.4振搗混凝土產生的荷載(ST)1.4風荷載1.45、模型建立依據委托方提供的支架設計圖紙和地質等參數，進行結構建模計算。5.1 建立模型結構采用大型結構有限元計算分析軟件Midas civil進行整體空間受力分析，計算模型均采用梁單元進行模擬IR5.2 模型說明為了真實模擬支架受力情況，構件之間的空間位置按照真實情況模擬，構件之間的連接采 用彈性連接之中的剛性連接，以保證結構整體受力的一致性。5.3 支架計算結果5.3.1 支架剛度結果在考慮分項系數的荷載組合作用下，盤扣支架的Z向位移如下所示：PO5TrPH0CES5ORj：!4= TETtJf星

11、七n m匕單二 Ua/lD/ZDiBMAX !. L MIN 1 11E2E加為*口由 DODO4 Hd口T 白京 3&43則中1?4-2.4SO7Sa<ID3-3.44ED9*-0D3-3.93724e-OO3-4.4294Ck»-qP3-49215 S*-001支架盤扣Z向位移圖MID *5/0 vilERLA£ 審 EHT7-方短卜-2iKl234fi-<HI3 卜 2&037&*?。? -3-.D051BHM3-3- O66De<N13一加X卡卜強儂、加3-5J3i22S*-O£l3L -5.i11171*-0&#

12、163;13后船CBJ PttSmSTImSMIN 1 0077其年i文二丁工一支1M 位 f rw己”: UJ川加詆裁示“才Z： D-259-支架I14工字鋼Z向位移MCDAEy口印PQ5T-PftME5SOftOaSPLACSMENT口 OaOM+OOT-6ra3179e-<rar,拉箕事書s-2.73372«-«1-3.41EKM-CI03-4.3503i-003-4.7E226ftn3韋博一加加3 4roi79e<K>2.3S5E+<M2C8：曲！SMAX ： JMN ; Iftf 靜M=：文三算Stl： fflE%i 10/JJJ3J1E豪

13、事一方才Zl 0.259支架盤扣Y向位移圖支架I14工字鋼Y向位移由以上結果可知，支架結構最大豎向位移為5.413mm,最大橫向位移為7.51mmi I14工鋼相對位移為1.61mm,則有容許位移 L/400=1200/400=3mm,所以I14工鋼Z方向位移也滿足規(guī)范要 求。5.3.2 支架強度分析考慮分項系數的荷載組合作用，支架各構件組合應力如下:盤扣支架應力圖THV支架I14工字鋼應力圖血*9雪Jzma4+w+ , 12563cHKH 3-.04335t-Hl4 L957D7«-HHi4a.727S4«-HM3-1KF7國IFH -乙戒OR+OM -3,4&4

14、3S*TJ17m*W 理陳Z.1<77E*OTZCB：斗MMAX = MPM I 3452sH斗：文再孑翼-代飛七：khi際燈 目期：善虛MDAS/t5wlPGST-PROCESSOfl.由上圖可知:EEW/三與二ru二曹二文廣：配強/“段"單Ail網際八七日咽！ ：:口111072P-至志喇支架豎桿應力圖支架各構件最大組合應力表編號構件類型材料拉應力（兆帕）壓應力 （兆帕）容許應力 （兆帕）冗余度1盤扣支架豎桿Q34558-234.130021.9%2盤扣支架橫桿Q23558-32.521573%3I14工字鋼Q23552.1-67.221568.7%考慮分項系數的荷載組合作

15、用，支架各構件剪應力如下:川©穌POST-ffieCESSoREIEAM STRESS藥力f97GMB«-HKI3 民始SflMXHO 7.6553*-HHI3 5672£m-HM3 *WfW«+W3 lZ7D73t-HM3 1.972 441+M374371-HM2-l.9ZZT7i1*W3 7123KsI+W3 Y.51E92*+W3ij£fiS£E+«2OBi 號五文號i iKr-Ji -博、 事士 khl左”理 jggjg-盤扣支架豎桿剪力圖Hi asmt 口電?Mppj-T-PWQCIBEAM STRE55忖力噌7

16、jO5417-H»i 與心率力毋打 三點整心加燈工 曲力工口1% 田 L 多g的5»田I-LWB5l*-*W3LE劉花M02CBi 福女Mak ： 1MA4M3N ： 332££H:：文二廿 巴a工：82* 日;H：算/嗚的, -3E# 方有Zi 0.255盤扣支架橫桿男力圖盤扣支架I14工字鋼剪力圖MlLhU&ivilPOffTKCCESCRBEW SI班區(qū)Uji-i 5.77910*+ .73HXH UM邛*W4 “謂 LA"*CQ4 L3必 Yfi4 OD0«n«*H»0 -5.467S41-HM3

17、-LAOU1B*-KKM 國 E53MTO* 向鼻mT.MO Lc<44O4 鳴虎詡JF-®：-2.*7TE4flQJC0=$+MAX : 3ME2HMEH J >*53 L*& kn42酷皿喝幽值施工荷鉞 冏而苛添加編輯除 里國州里里由上圖可知:各構件最大剪應力表編號構件類型材料最大剪應力（兆帕）最小剪應力（兆帕）容許剪應力（兆帕）冗余度1盤扣支架豎桿Q3459.76-4.5218094.6%2盤扣支架橫桿Q2350.11-0.1112599.9%3I14工字鋼Q23557.8-58.212553.4%通過對支架結構進行強度分析結果可知，在組合荷載作用下，結構組

18、合應力及剪應力均滿 足規(guī)范要求。5.3.3 支架穩(wěn)定分析對支架結構進行屈曲分析，定義自重荷載常量，其他全部結構荷載為變量，得到其臨界穩(wěn) 定系數，從而判斷其整體穩(wěn)定性。 -8星牌分析控制61屈曲模態(tài)J模態(tài)敕魚-rj-5荷戟系教范圖審僅考慮正值樓索檜查斯圖姆席艇架凡何剛度速I頁r僅考虛構力屈曲分析荷載組合荷載工況： 51三J|犯臺系數.荷載類型： 用可受 不變荷載工況自重觸板刪除屈曲分析敏據確認助取消支架屈曲分析設置本計算報告取一階的模態(tài)進行判定，結果圖形如下:hj is主BLKXLING MODET沱支架第一階模態(tài)MmIMAX : 6741MEN i： IE工胃：支線田， Re日第：Z= Q-2

19、S945的限值，故支架由上圖及模型分析可知支架穩(wěn)定系數10.2 ,大于規(guī)范規(guī)定的失穩(wěn)系數穩(wěn)定性方面滿足規(guī)范要求。5.4 局部受力分析1.立桿穩(wěn)定性計算不考慮風荷載時，立桿的穩(wěn)定性計算公式:其中 ：N一立桿的軸心壓力設計值，N =48736N。一軸心受壓立桿的穩(wěn)定系數，由長細比 10/i查表得到0.55。i 計算立桿的截面回轉半徑（cm）; i=2.01A立桿凈截面面積（mm2） ; A=571d =48736/（0.55 X 571）=155.2N/mm 2< 300N/mn2穩(wěn)定性滿足要求。考慮風荷載時立桿的穩(wěn)定性計算公式：N MwA W其中：M計算立桿段由風荷載設計值的彎矩（ KN-

20、m）,可按建筑施工承插型盤扣式鋼管支架安全技術規(guī)程公式5.4.2計算。Mw=0.9X MWk= （ 0.9 X 1.4w kX La X h2） /10=187790N - mmf鋼材抗拉、抗壓和抗彎強度設計值，f =300N/mm2l o/i查表得到0.55 。(f)一軸心受壓立桿的穩(wěn)定系數，由長細比VW-立桿截面模量(7700mr3i)A-立桿截面積(571mm)2(T =155.2+24.4=179.6 & 300N/mm穩(wěn)定性滿足要求。5.5方木和竹膠板驗算(1)竹膠板驗算最不利截面在 A-A截面腹板處，梁高6.635m,竹膠板20mmiI計算，因腹板位置10cmX 15cm方

21、木間距200mm所以竹膠板最大跨度為100mm竹膠板去1000mm寬計算：截面抗彎模量：W=1/6X bh2=1/6 x 1000 x 202=66666.7mm3截面慣T矩：I=1/12 xbh3=1/12 X 1000X 203=666666.7mm按照最不利位置腹板處計算作用于20mm竹膠板的最大荷載：a、鋼筋及硅自重取 26kN/m3x 6.635m (梁高)=172.5kN/m 2b、施工人員及設備荷載取4kN/m2c、振搗荷載取2kN/m2荷載組合：恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取1.4。取1m寬的板為計算單元。貝U q1 = (a+b+c) x 1= (172.5+4+

22、2) =178.5kN/mq2= 1.2 Xa+1.4X ( b+c) X1 =215.4kN/m受力計算簡圖面板按三跨連續(xù)梁計算，支撐跨徑取L=100mmMmax =1/10 xqmal 2=1/10*215.4*100 2=215400N mm強度驗算:最大彎矩為 b ma=MU/W=215400/66666.7=3.23 N/mm 2 < fm=13N/mm2 故強度滿足要求。撓度驗算：最大撓度 co max=0.677q14/100EI=0.677*178.5*1004/ (100*9000*666666.7 )=0.02mm<3 尸L/200=100/200=0.5mm

23、滿足20mmB竹膠板驗算滿足要求。(2)方木驗算腹板處方木驗算最不利截面在 A-A截面腹板處，梁高6.635m,方木采用10cmX 15cm尺寸，腹板處順橋向布 置，間距20cm,最大跨度60cm。100X 150mm木方截面抗彎模量 W=1/6X bh2=1/6 乂 100X 1502=375000mm,截面慣性矩 1=1/12 x bh3=1/12 X 100 x 1503=28125000mmt按照最不利位置腹板處計算梁高6.4m?？鐝桨?00mm各荷載如下：a、鋼筋及硅自重取:26 kN/m 3x 6.635m =172.5kN/m 2b、模板及次龍骨取:1.5 kN/m 2c、施工人

24、員及設備荷載取:4 kN/m 2d、振搗荷載:2.0 kN/m 2荷載組合：腹板處次龍骨木方布置間距200mm計算取0.2m,恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取 1.4。則 q1 = ( a+b+c+d ) x 0.2=36kN/m ;q2= 1.2 x (a+b)+1.4 x (c+d) x 0.2=43.44kN/m ;則最大彎矩為 Mmax= 1/10 X qmaxl 2= 43.44N/mmX 6002/10=1563840N mm強度驗算：最大彎應力 b ma=Mna/W= 1563840/375000 = 4.17Mpa < 6 =13Mpa強度滿足。撓度驗算：方木按

25、三跨連續(xù)梁計算，調整系數。為0.677 ,最大支撐為900mm.最大撓度 3 max =0.677ql 4/100EI=0.677*36*600 4/ (100*9000*28125000 )=0.125mm<w =600/400=1.5mm 滿足。故次龍骨100X 150mm方驗算滿足要求。翼緣板方木驗算翼緣板方木采用10cmX 10cm尺寸，橫橋向布置，縱橋向間距30cm,最大跨度120cm=100X 100mm木方截面抗彎模量W=1/6X bh2=1/6 x 100 x 1002=166666.7mn3,截面慣性矩I=1/12 Xbh3=l/12 X100X I003=833333

26、3.3mm4。按照最厚位置翼緣板處計算梁高0.66m o跨徑按900mm各荷載如下：a、鋼筋及碎自重?。?6 kN/m 3x 0.66m =17.2kN/m 2b、模板及次龍骨?。?.5 kN/m 2c、施工人員及設備荷載取:4 kN/m 2d、振搗荷載：2.0 kN/m 2荷載組合：翼緣板處次龍骨木方布置間距300mm計算取0.3m,恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取 1.4。貝U q1 = ( a+b+c+d ) x 0.3=7.4kN/m ;q2= 1.2 x (a+b)+1.4 x (c+d) x 0.3=9.3kN/m ;則最大彎矩為 MU= 1/10 X qmaxl 2=

27、9.38N/mmX 9002/10=759780N mm強度驗算：最大彎應力 bma=MnaXW= 759780/166666.7 =4.56Mpa < 8 =13Mpa 強度滿足。撓度驗算：方木按三跨連續(xù)梁計算，調整系數 。為0.677 ,最大支撐為1200mm.最大撓度 3 max =0.677ql 4/100EI =0.677*7.4*1200 4/ (100*9000*8333333.3 ) =1.39mm< w =1200/400=3mm 滿足。故次龍骨100X 100mm方驗算滿足要求。5.6地基承載力驗算5.6.1 支架間距為0.6m*0.9m剛度組合作用下，支架縱橫

28、向間距為0.6m*0.9m時，最大反力46.9KN：REAEE MORE內力也節(jié)金 舊彩FZs 1.357E-HMl!W.tf G2S44W推毋】Bi用宣MW I二坤二支需廿，詫E事士 h.NdWTi S1/S&/2DLH聿牛-本官Z: IjMHJ剛度荷載組合下支架間距0.6m*0.9m的反力圖支架最不利反力狀態(tài)下地基承載力為:P=N/A (最不利面積) =46.9+(0.15 X 0.15+0.55 X 0.55)/2 X 0.2 X 26/(0.55 X 0.55)= 157.8kPa<160kPa 。混凝土壓力擴散線與垂直線的夾角（45可知地基承載力要求滿足160kpa。換

29、填土承載力分析:根據建筑地基基礎設計規(guī)范GB-50007-2011 5.2.7 計算pz pcz - faz式中：pz相應于作用的標準組合時，軟弱下臥層頂面處的附加壓力值（kPa)Pcz軟弱下臥層頂面處土的自重壓力值（kPa）pcz=(0.55 X0.55 +0.6 X 0.9) X 0.3 +2X 18/ ( 0.6 X 0.9 ) =4.2kpafaz 一軟弱下臥層頂面處經深度修正后的地基承載力特征值（kPa)Pz 二lb( pk - pc)(b 2ztan i)(l 2ztan )式中：b矩形基礎或條形基礎底邊的寬度（mDPk一基礎底面的壓力 pk=p=157.8kpa l 矩形基礎底邊

30、的長度（m1pc一基礎底面處土的自重壓力值（kPa）pc=（0.15 X 0.15+0.55 X 0.55）/2 X 0.2 X 26=0.85kpaz一基礎底面至軟弱下臥層頂面的距離（ nj）0 地基壓力擴散線與垂直線的夾角（45。）Pz0.55 0.55 1570.6 0.9=87.95kpaPz+pcz=87.95+4.2=92.2kpa < faz=120kpa所以，30cm的8取土換填，可滿足承載力要求。5.6.2支架間距為0.6m*0.6m剛度組合作用下，支架縱橫向間距為0.6m*0.6m時，最大反力37.6KN:PO5TPFlOCE5Em力力T量：,尻方F1點4FL ?.1

31、LS&E-KKKIk型中節(jié);is 1D92FZ= 3.苒窿 M04Eh用覆MAX : 1£A2MIN = 4文支M百X二乂乩R kN日的門“6不0信雙年-才迎r=由姓剛度荷載組合下支架間距0.6m*0.6m的反力圖支架最不利反力狀態(tài)下地基承載力為:P=N/A (最不利面積) =37.6+(0.15 X 0.15+0.55 X 0.55)/2 X 0.2 X 26/(0.55 X 0.55)= 127.1kPa<160kPa ?；炷翂毫U散線與垂直線的夾角（45。）可知地基承載力要求滿足160kpa。換填土承載力分析：根據建筑地基基礎設計規(guī)范GB-50007-2011

32、5.2.7 計算pz pcz 一 faz式中：pz相應于作用的標準組合時，軟弱下臥層頂面處的附加壓力值（ kPa）Pcz軟弱下臥層頂面處土的自重壓力值（kPa）pcz=(0.55 X 0.55 +0.6 X 0.6 ) X 0.3 +2X 18/ (0.6 X 0.6) =5kpakPa)faz 一軟弱下臥層頂面處經深度修正后的地基承載力特征值（lb（pk - pc）pz （b 2ztan ”（l 2ztan ）式中：b矩形基礎或條形基礎底邊的寬度（mDPk一基礎底面的壓力 pk=p=127.1kpal 矩形基礎底邊的長度（m）pc一基礎底面處土的自重壓力值（kPa）pc=（0.15 X 0.

33、15+0.55 X 0.55）/2 X 0.2 X 26=0.85kpaz一基礎底面至軟弱下臥層頂面的距離（m）0 地基壓力擴散線與垂直線的夾角（45。）pz。55 0.55 126.30.6 0.6=106.1kpaPz+pcz=106.1+5=111.1kpa < faz=120kpa所以，30cm的8取土換填，可滿足承載力要求。6、邊跨現(xiàn)澆段支架計算6.1 建立模型結構采用大型結構有限元計算分析軟件Midas civil進行整體空間受力分析，計算模型均采用梁單元進行模擬。6.2 模型說明為了真實模擬支架受力情況，構件之間的空間位置按照真實情況模擬，構件之間的連接采 用彈性連接之中的

34、剛性連接，以保證結構整體受力的一致性。本模型是對邊梁現(xiàn)澆段支架進行驗算。6.3 支架計算結果6.3.1 支架剛度結果在考慮分項系數的荷載組合作用下，盤扣支架的Z向位移如下所示：I hPOST-ffiOOESSCR支架盤扣Z向位移圖I I，上支架I14 I字鋼Z向位移n'i值本支架盤扣Y向位移圖-5L7i7SKl«-<H4-l_iJ935Si-Dl3-L71534i-M3<W24fre«J-5.7i7S0i-MI3事石95BHYII三ce； FiamaTTIMIN s ISM文華，七鹿電二夕電事占rtl日耍 LVM/3J1B雙承-方8t<*Zl 0.

35、259裁手3立寢丁-5旬1 0.2595<5_匕之".方.如 12J6e-Wl1.53 l*fle MU 軌制5通4 7.2959£«-004d.7Sfi744-0Q4.Z.27752*-OQ4 Q£OTK>t+WKi H -2.74O93e<MM ，43瓠工氣3 煙用底如-1.27773*-003CBi熊支MAX ; MMMIN I 254S文片i與離雙鼻蛻.哥MtZ; mZ: 0.2S9最奉，方H支架I14工字鋼Y向位移由以上結果可知，支架結構最大豎向位移為6.29mmi最大橫向位移為 1.48mm5 I14工鋼相對Z向位移為0.6

36、mm,則有容許位移 L/400=900/400=2.25mm ,所以I14工鋼Z方向位移也滿足規(guī)范要求。6.3.2 支架強度分析考慮分項系數的荷載組合作用，支架各構件組合應力如下:0DQCKHM-KH1DT,H7E9t+HHMAWe'+W-l.D32£Sh-H：Ci5-t.B4CO2«-HXi5-2.3nsce*-H：o5-LS?W*-HXi6-Z.JTBl4e+COE6： BSwjh 3 74E0MIN » SSL4M修i 土百瑤方圖：*e： 工目ifl! 1卬6拉013一參一臺事H BiT H盤扣支架豎桿應力圖mjlFUpwl EPOETC£

37、EESOftBEAM ETRE5SNE0fLM+004±533a+W4-'0 .030«*000.-L3九通-HMI4- -工朋 58*03-E.25423m*M4MAX ：Mffl I BD51i：件；過呢總at曜事出hH加”三里h 11/5&啟0反本平方何Z: 0.259盤扣支架橫桿應力圖E3i"l3/UV1lPOST-PROCESSOR.0事:最大曲S 士忌35琢HH34 2X?93fiGe*fflH j.3WK»*«h 5JD32SG6-KKI3- D-OKHHht-HMHJ 口”T1他X -136 稚 £+0

38、64一” -LfifiZESaWEWT,咨 S25t+WH 744”XtW 5©4CEa+D：3 -SrHlSJEc+C-MCB1當度M 曲; 4W用 1N i «?H修：二號噂W無：飛W團 kNn"2目制；ina&/Rm冰方 9 LZi D.Z5?盤扣支架斜桿應力圖(POST 肉 OCE££0ft gEAN FTR&有fjft 大 W-4.437ta«-H»2-L223DM+D04-Z.-WlE&t+HM-3.WJOf+CG4-4 755551+£3-5.93EJ9*-H：O4 于J HE

39、一加g -S.2S6£S»-HXM4.4了31+004 -L.D5S»+W5W3歡5-L.3ailSa+£O5ce ：理受3 4SS2N DM :, 9Q7D±*i 3司理三室：曜單化；kN|S-A3 BUI： 11/35/2019工：3燈支架I14應力圖由上圖可知:支架各構件最大組合應力表編號構件類型材料最大拉壓應力（兆帕）容許應力 （兆帕）冗余度1盤扣支架豎桿Q345291.63002.8%2盤扣支架橫桿Q23576.921564.2%3盤扣支架斜桿Q23558.321572.9%4I14工字鋼Q235130.121539.5%考慮分項系數

40、的荷載組合作用，支架各構件剪應力如下:POST -PROCESSOR.BEAM STRESS九如47Qt+KMZX3722Ea-HHJ3 DXWfflWft-HKK-3.3-5£ilEft-H»3 -5.157&3*+W3 蜀州£1%血勺 l.772SBa-H3G3 -L.DEEOla-HXiiil -1.23E75C+CCAMU ： 44ff4MIN F 5WO工歸:0/式二點：飛餐己kN>2日富；1"3&ji3JLB2l DL259盤扣支架豎桿剪力圖詫耳聿IHMDDA5JQV1IMSTPftXESWCRBEAM STRESS4j

41、E«IE5»-HHI3 4.1093£>46£I-H»3 2.5L55B4-HKI3 L翎相i.4E 309*003 9.2L92J4-HHI2 3iW571jt-HMJ2 QWWt-WC-S.71534*-HXi2-i.3D3i?«-HXi3W AX ： M44 WJN I 7961 式工交出設題運El 耳；lUZS/RL日 表肅一方吊盤扣支架橫桿剪力圖P0gT-PftOCe5$QftBEAJMtfTWSS1.554 S£a.+CO2 L23W374+£E5.15Hm>+Wl2.HaEC*-H：Oi

42、O.CKHXOt+COO 。鼻加WU -672757i+Oai -5.5Cr9Mfi+OCII -l.JOT13e+CKJ2 -兇了通叼？ -L&455U«KKi2口：毫空MAX I 0»rMDN 2日上后之于亡牌嵐三0電.占kNaF口網- 14口/的1£裁，一才亶盤扣支架斜桿剪力圖m W2"米利吉電Z! 0.259盤扣支架I14工字鋼剪力圖由上圖可知：各構件最大剪應力表編號構件類型材料剪應力絕對值 （兆帕）容許剪應力 （兆帕）冗余度1盤扣支架豎桿Q34512.417592.9%2盤扣支架橫桿Q2354.612596.3%3盤扣支架斜桿Q2350

43、.1912599.8%4I14工字鋼Q23578.112537.5%通過對支架結構進行強度分析結果可知，在組合荷載作用下，結構組合應力及剪應力均滿 足規(guī)范要求。6.3.3 方木和竹膠板驗算(1)竹膠板驗算最不利截面在截面腹板處，梁高3.835m,竹膠板20mmiI計算，因月M板位置10cmX 15cm方木間距200mm所以竹膠板最大跨度為100mm竹膠板去1000mms寬計算：截面抗彎模量： W=1/6X bh2=1/6 x 1000 x 202=66666.7mn3截面慣T矩：I=1/12 x bh3=1/12 x 1000 x 203=666666.7mm4按照最不利位置腹板處計算作用于2

44、0mm竹膠板的最大荷載：a、鋼筋及硅自重取 26kN/m3x 3.835m (梁高)=99.7kN/m 2b、施工人員及設備荷載取4kN/m22c、振搗何載取2kN/m荷載組合：恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取1.4。取1m寬的板為計算單元。則 q1 = (a+b+c) x 1= (99.7+4+2 ) =105.7kN/mq2= 1.2 x a+1.4 x ( b+c) x 1 128kN/m受力計算簡圖面板按三跨連續(xù)梁計算，支撐跨徑取L=100mmMmax =1/10 xqmal 2=1/10*128*100 2=128000N- mm強度驗算:最大彎矩為(T ma=Mna/W=

45、128000/66666.7=1.92 N/mm 2 < fm=13N/mm2 故強度滿足要求，滿足。撓度驗算:最大撓度 co max=0.677q14/100EI=0.677*105.7*1004/ (100*6000*666666.7 )=0.018mm<3 =L/200=100/200=0.5mm 滿足20mrnB竹膠板驗算滿足要求。(2)方木驗算腹板處方木驗算最不利截面在截面腹板處，梁高3.835m,方木采用10cmx 15cm尺寸，腹板處順橋向布置，間距20cm,最大跨度 60cmb100X 150mm木方截面抗彎模量 W=1/6X bh2=1/6 乂 100X 1502

46、=375000mm,截面慣性矩 1=1/12 x bh3=1/12 X 100 x 1503=28125000mm=按照最不利位置腹板處計算梁高6.4m?？鐝桨?00mm各荷載如下：a、鋼筋及碎自重?。?6 kN/m 3x 3.835m =99.7kN/m 2b、模板及次龍骨取：1.5 kN/m 2c、施工人員及設備荷載取:4 kN/m 2d、振搗荷載：2.0 kN/m 2荷載組合：腹板處次龍骨木方布置間距200mm計算取0.2m,恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取1.4。貝U q1 = ( a+b+c+d ) x 0.2=21.44kN/m ;q2= 1.2 x (a+b)+1.4

47、x (c+d) x 0.2=26kN/m ;則最大彎矩為 Mmax= 1/10 x qmaxl 2= 26N/mm< 6002/10=936000N mm強度驗算：最大彎應力 b ma=MnaXW= 936000/375000 = 2.5Mpa < 8 =13Mpa強度滿足。撓度驗算：方木按三跨連續(xù)梁計算，調整系數。為0.677 ,最大支撐為600mm.最大撓度 3 max =0.677ql 4/100EI=0.677*21.44*600 4/ (100*9000*28125000 )=0.07mm<w =600/400=1.5mm 滿足。故次龍骨100X 150mm方驗算滿

48、足要求。翼緣板方木驗算翼緣板方木采用10cmx 10cm尺寸，橫橋向布置，縱橋向間距30cm,最大跨度90cm。100X 100mm木方截面抗彎模量W=1/6X bh2=1/6 x 100 x 1002=166666.7mm3,截面慣性矩I=1/12 xbh3=1/12 X 100X 1003=8333333.3mnio按照最厚位置翼緣板處計算梁高0.66m o跨徑按900mm各荷載如下：a、鋼筋及碎自重?。?6 kN/m 3x 0.66m =17.2kN/mb、模板及次龍骨取：1.5 kN/mc、施工人員及設備荷載?。? kN/md、振搗荷載：2.0 kN/m 2荷載組合：翼緣板處次龍骨木方

49、布置間距300mm計算取0.3m,恒荷載分項系數取1.2 ,活荷載分項系數取 1.4。貝U q1 = ( a+b+c+d ) x 0.3=7.4kN/m ;q2= 1.2 x (a+b)+1.4 x (c+d) x 0.3=9.3kN/m ;則最大彎矩為 Max= 1/10 X qmaxl 2= 9.38N/mmX 9002/10=759780N mm強度驗算：最大彎應力(rma=MnaXW= 759780/166666.7 =4.56Mpa < 8 =13Mpa強度滿足。撓度驗算：方木按三跨連續(xù)梁計算，調整系數 。為0.677 ,最大支撐為900mm.最大撓度 3 max =0.677

50、ql 4/100EI=0.677*7.4*900 4/ ( 100*9000*8333333.3 )=0.44mm<w =900/400=2.25mm 滿足。故次龍骨100X 100mm方驗算滿足要求。6.4 支架穩(wěn)定分析對支架結構進行屈曲分析，定義自重荷載常量，其他全部結構荷載為變量，得到其臨界穩(wěn) 定系數，從而判斷其整體穩(wěn)定性。屈曲分析控制摩|屈曲模態(tài) 模態(tài)數里荷載詢范圍次很需贏值r搜索框架幾何利度選項n僅考擊獨力屈曲分析荷載組合荷!工況S重T組合系數：«筒期推當用可變U不變荷載工況系數荷載類型 >腹板重頂底標重施工荷薪以荷荷11111添加編輯除 m-whs-e一smJ

51、R5i苜 于 兗變變變變中SKIS-nl.es區(qū)3門;工笥,孑刪除屈曲分析數據取消©支架屈曲分析設置本計算報告取一階的模態(tài)進行判定，結果圖形如下：田口嶼ti同的門M.OCE&fr洲占心:小糖專幀8U虎豪 m，755E+cixiMed* 1MU I H3S MBM j B.文,I通昌戲凄單日曬 EgK1d A1B裁亭-方勤Z= 0.259支架第一階模態(tài)由上圖及模型分析可知支架穩(wěn)定系數5.79 ,滿足網殼結構技術規(guī)程 規(guī)定的失穩(wěn)系數45的限值，故支架穩(wěn)定性方面滿足規(guī)范要求。6.5 局部受力分析1.立桿穩(wěn)定性計算不考慮風荷載時，立桿的穩(wěn)定性計算公式：N r二二, fA其中 ：N一立桿的軸心壓力設