附圖及計算書12-現(xiàn)澆箱梁

目錄1工程概 ..1-2計算目 ..1-3計算依 ..2-4計算理論及方 ..2-5計算參數(shù)取 ..2- ..2-5.1.1箱梁結構參 ..2- ..3-5.1.3箱梁施工基礎體系參 ..5-5.2荷載取 ..7-5.2.1恒 ..7-5.2.2活 ..7-5.2.3荷載組 ..7- ..7-6計算分 ..8- ..8-6.1.1荷載取 ..8- ..8-6.1.3計算模型及結 ..8- ..-6.2.1荷載取 ..- ..-6.2.3計算模型及結 ..-6.3側模桁架計 ..-6.3.1荷載取 ..-6.3.2荷載組 ..-6.3.3計算模型及邊界條件設 ..-6.3.4計算結 ..- ..-6.4.1荷載取 ..-6.4.2荷載組 ..-6.4.3計算模型及邊界條件設 ..-6.4.4計算結 ..- ..-6.5.1荷載取 ..-6.5.2荷載組 ..-6.5.3計算模型及邊界條件設 ..-6.6貝雷縱梁計 ..-6.6.1荷載取 ..-6.6.2荷載組 ..-6.6.3計算模型及邊界條件設 ..-6.6.4計算結 ..-6.7支架計 ..-6.7.1荷載取 ..-6.7.2荷載組 ..-6.7.3計算模型及邊界條件設 ..-6.7.4計算結 ..-6.7.5斜撐穩(wěn)定性驗 ..-6.7.6立柱穩(wěn)定性驗 ..-6.7.6.1樁的嵌固點計 ..-6.7.6.2流水壓力及風荷載計 ..-6.7.6.3計算模型及邊界條件設 ..-6.7.6.4計算結 ..-6.7.7立柱入土深度計 ..-6.7.7.1承載力計算...............................................................................................-6.7.7.2樁極限承載 ..-工程概

202050的臺州灣大橋及接線工程，經玉環(huán)沙門、蘆浦，通過茅埏島樂清灣，止于樂清24021（對應甬臺溫高速公路樁號T2187538k。本標段為樂清灣大橋及接線工程土建工程第01標段，主要施工內容有路基3.106km116.619km。其中吊船灣大橋為海上橋梁，跨吊船灣海域，以左右×（50）+×（50）m，橋梁位于半徑00m圓曲線上，平曲線段橋梁跨徑為沿路線設計線上的弧長（曲線長。上部結構采用等梁高單箱單室斜腹板預應力混凝由于0#臺~10#墩墩身高度移動模架施工，現(xiàn)將吊船灣大橋左幅第一、澆。采用φ630×8mm樁+貝雷梁落地式支架，每跨箱梁布置5排φ630×8mm支墩，其中3排打入河床，2排支承于承臺上，每排設置5根樁。貝雷片采用“321”型單層貝雷片，標準跨徑為10.5+2×12+10.5m。貝雷梁上橫向布置I22a側模面板采用δ=6mm鋼板，面板下水平布置[10槽鋼分配梁，分配梁支撐在[14a槽鋼桁架上；內模模板采用δ=15mm10cm×10cm橫向方木小楞，小楞支承于15cm×15cm縱向方木大楞，內模體系支承于φ48×3.5mm支 C2015cm 計算目 計算依 YS01（第三冊第二分；2002；2003； 《路橋施工計算手冊（人民交通本計算主要依據(jù)《公路橋涵鋼結構及木結構設計規(guī)（JTJ025-86鋼結構設工計算手冊》(人民交通）中相關對構件強度、剛度進行驗算，并采用MidasCivil有限元軟件對整體結構進行模擬分析。計算參數(shù)取結構參箱梁結構根據(jù)吊船灣大橋設計圖紙，箱梁跨徑為50m，采用等高度單箱單室斜腹板截面形式，單幅主梁16.05m，中心梁3m，翼緣懸臂長3.5m。箱梁跨中斷面頂板厚28cm，70cm27cm，60cm；板厚線性漸變，漸變4m，2m厚中橫梁，梁端設1.6m厚端橫梁。 圖5.1.1現(xiàn)澆箱梁結構圖（單位模板體系15mm10cm×10cm7.4m，75cm布置，橫向分配梁支承于貝箱梁外側模板采用δ=6mm10水平布設，翼板范圍中心間距40cm，腹板范圍中心間距30cm。第一聯(lián)第一跨箱梁側模支撐采用φ48×3.5mm，其余跨箱梁側模小楞支承于由[14a槽鋼焊接組成的桁1mI22a沿縱橋向中心間距30cm布置。小楞支承于15cm×15cm縱向方木大楞上，大楞間距90cm布置。內模體系通過φ48×3.5mm支撐，橫橋向間距90cm，橫隔梁及變厚段縱橋向間距90cm，跨中位置間距120cm，橫桿步距1.2m。圖5.1.2首跨箱梁模板體系結構圖(單位：圖5.1.3標準跨箱梁模板體系結構圖（單位箱梁施工基礎體系土、30cm細砂層、15~27cmC20混凝土面層，要求細砂層承載力不小于90Kpa。圖5.1.4首跨箱梁 為防止箱梁施工基礎土側壓力導致墩身偏位，1號墩位置采用樁+型鋼分配橫橋向布置間距為3.3m+3×3m+3.3m，位于承臺外底部設置C20混凝土基礎，混凝土基礎采用尺寸為1.3m×1.3m×1m，基礎支承在強風化凝灰?guī)r層。樁樁頂設17m2I40aI28a30cm，60cm，60cm，底板縱梁10cm×10cm20cm，翼板I22a0.6m×0.6m，17.04m，基礎底部位于經碾壓夯實的碎石填筑圖5.1.5首跨箱梁基礎施工剖面圖(單位：圖5.1.6首跨箱梁條形基礎立面圖(單位圖5.1.7首跨箱梁支架基礎立面圖(單位：箱梁現(xiàn)澆采用φ630×8mm樁+貝雷梁落地式支架每跨箱梁布置5排×8mm支墩，其中3排打入河床，2排支承于承臺上。每排設置5根樁，河床內樁橫橋向中心間距3.15m，承臺位置處樁橫橋向中心間距3.3m+2×貝雷片采用“321”型單層不加強型貝雷片，貝雷梁跨徑為1.5m+10.5m+2×12m+10.5m+1.5m，沿橫橋向布置21組，間距為3150cm+90cm+180cm+2×圖5.1.8跨中箱梁支架模板立面圖(單位：圖5.1.9墩頂箱梁支架模板立面圖(單位：荷載取恒①26KN/m3活荷載組驗算模板及支架體系剛q②主要材料設計指20035-111m23456789------321計算分梁端部截面模板體系計荷載取6-1：qⅠ=261.35/3.2=10.97KpaqⅡ=263.13/0.9=90.42Kpaq=26(3.77+3.57)/5.5=34.7KpaqⅢ-1=263.77/6.7=14.63Kpa圖6.1.1端部截面荷載分區(qū)圖（單位荷載組q1.2恒載1.4活載q恒載計算模型20cm，q圖6.1.2土荷載取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。q90.420.12)190.54KNσmax

M

120.5 1000

σ

1291.05 fmax 30.38mmf 0.5mm， 150910 全考慮為底部I22a橫梁中心間距75cm，計算模型如下圖(圖中L=0.75m)： 圖6.1.3腹板方木縱肋計算模型簡圖混凝土荷載取2Kpa，模板面板取0.75m×0.2m范圍自重，即0.024KN/m。強度計算荷載：q1.2(90.420.20.080.024)1.47.50.223.93KNmq90.420.20.070.02418.18KNmσmax

M

23.937502100

σ

86 Qmaxs0.51.523.937501.35Mpaτ I

100 fmax384EI3849103 1mmf4001.88mmF23.930.75/28.97KNF18.180.752肋中心間距30cm，圖中L=0.3m）LLLLL圖6.1.4底板面板計算模型簡圖土荷載取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa，頂板模板體系及支架自重取1Kpa。q34.70.121)135.82KNσmax

M

54.88 1000

σ

fmax 30.76mmf 0.75mm， 150910 全考慮為底部I22a橫梁中心間距75cm，計算模型如下圖(圖中L=0.75m)： 圖6.1.5底板方木縱肋計算模型簡圖混凝土荷載取2Kpa，模板面板取0.75m×0.3m范圍自重，即0.036KN/m。q1.2(34.70.30.080.03610.3)1.47.50.316.14KN/mq34.70.30.080.03610.310.83KNmσmax

M

16.147502100

σ

86 Qmaxs0.51.516.147500.9Mpaτ I

10012510.83 fmax 30.6mmf 0.75mm 384910 F16.140.75/26.05KNF10.830.75210cm×10cm方木小楞中心間距40cm，圖中L=0.4m）LLLLL圖6.1.6載取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。σmax

M

26.8 1000

σ

Q1.1ql

0 80 1.2Mpaτ I

1214.75fmax 30.97mm 1mm， 150910 為底部15cm×15cm方木大楞中心間距90cm，計算模型如下圖(圖中L=0.9m)： 圖6.1.7土荷載取2Kpa，模板面板取0.4m×0.9m范圍自重，即0.048KN/m。q1.2(14.630.40.070.048)1.47.50.411.36KNq14.630.40.070.0485.97KNm

611.36 6.9Mpa611.36 0.5ql

0.51.511.36 8 0.77Mpaτ I

100 1255.97fmax 30.68mm 2.25mm 384910 F11.360.9/25.11KNF5.970.92 圖6.1.8c×5cm方木大楞計算模型簡采用midas6.1.95c×5cm方木大楞彎曲應6.1.1015cm×15cm方木大楞剪應力圖6.1.1115cm×15cm方木大楞變形由以上計算結果可知，方木大楞最大正應力為σmax3.2Mpaσ12Mpa，大剪應力為τmax0.52Mpaτ1.9Mpafmax0.25mmf2.25mm另求得方木支反力F7.8KN，φ48×3.5mm回轉半徑i15.78，橫桿步1.2m，故計算長度取 1200mm，λl0120076，查表取?0.6758，故有 Nσ N

0.6758489

σ

215Mpa，穩(wěn)定性滿足要求中心間距40cm，圖中L=0.4m）q圖6.1.12取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。σmax

M

625.63

68.35Mpaσ 101000 1.1ql

1.11.525.63 8 2.82Mpaτ I

1000 1211.44fmax 30.53mm 1mm， 1502.06101000 100cm，計算模型如下圖(圖中L=1.0m)： 圖6.1.13翼板[10土荷載取2Kpa，模板面板取0.4m×1.5m范圍自重，即0.188KN/m。q1.210.970.40.10.188)1.47.50.49.81KNq10.970.40.10.1884.676KNm[10 Mmax

9. 31.1Mpaσ215Mpa839.4103 0.59.811000τmax 10.97MpaτI 198.3104fmax

5

40.6mmf

2.5mm故滿足 3842.0610 腹板位置處側模面板采用δ=6mm安全考慮為面板下[10槽鋼小楞中心間距30cm圖中L=0.3m）q圖6.1.144Kpa，混凝土對模板側壓力荷載按下列兩Pmax0.22γPmax──新澆筑混凝土對模板的最大側壓力H──混凝土澆筑層的高度 γcK2──混凝土坍落度影響修正系數(shù)當坍落度小于30mm0.8550～90mm根據(jù)試驗室提供的相關數(shù)據(jù)，取v0.5mh，t06h，γc25KNm3K11.2K21.15。Pmax0.22γ 0.222561.2 PmaxγcH25375Kpa，q32.2Kpa，有效壓頭高度hFγc32.2251.288mq1.232.21.44)144.24KNq32.2132.2KN M

644.24

66.36Mpaσ

101000 1.1ql

1.11.544.24 8 3.65Mpaτ I

1000 1232.2fmax 30.47mm 0.75mm滿足要求

1502.06101000 100cm，計算模型如下圖(圖中L=1.0m)： 圖6.1.15腹板側模[10q1.2(32.20.30.141)1.440.313.44KNq32.20.30.1419.8KNm[10 Mmax

13. 42.64Mpaσ215Mpa839.4103 0.513.441000τmax 15MpaτI 198.3104 5 fmax384EI3842.06105198.31040.31mmf4002.5mm，梁中部截面模板體系計荷載取6-16：qⅠ=261.35/3.2=10.97KpaqⅡ=261.78/0.5=92.56Kpaq=26(2.71+1.92)/6.24=19.29KpaqⅢ-1=262.71/7.75=9.1Kpa圖6.2.1中部截面荷載分區(qū)圖（單位荷載組q1.2恒載1.4活載q恒載計算模型20cm，LLLLL圖6.2.2土荷載取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。q92.560.12)192.68KNσmax

M

123.1 1000

σ

1292.68 fmax 30.4mmf 0.5mm， 150910 面板下縱向分配梁采用10cm×10cmI22a橫梁中心間距75cm，計算模型如下圖(圖中 6.2.310cm×10cm方木縱肋計算模型凝土荷載取2Kpa，模板面板取0.75m×0.2m范圍自重，即0.024KN/m。強度計算荷載：q1.2(92.560.20.080.024)1.47.50.224.44KNmq92.560.20.080.02418.62KNmσmax

M

24.447502100

σ

86 Qmaxs0.51.524.447501.4Mpaτ I

10012518.62 fmax384EI3849103 1mmf4001.88mm另根據(jù)模型求出方木縱肋傳遞給I22aF24.440.75/29.165KNF18.620.75230cm，LLLLL圖6.2.4底板面板計算模型簡圖4Kpa，2Kpa，1Kpa。q1.219.290.1211.48.5136.4KNmσmax

M

36.4 1000

σ

fmax 30.44mmf 0.75mm， 150910 全考慮為底部I22a橫梁中心間距75cm，計算模型如下圖(圖中L=0.75m)： 圖6.2.5底板方木縱肋計算模型簡圖凝土荷載取2Kpa，模板面板取0.75m×0.3m范圍自重，即0.036KN/m。q1.2(19.290.30.080.03610.3)1.47.50.310.6KN/mq19.290.30.080.03610.36.2KNmσmax

M

10.6 100

σ

86 Qmaxs0.51.510.67500.6Mpaτ I

1001256.2 fmax384EI3849103 0.34mmf4001.88mmF21.551.5/216.16KNF12.711.52 方木小楞中心間距40cm圖中LLLLL圖6.2.6頂板面板計算模型簡圖載取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。q1.29.10.12)1.42.542122.96KNq9.10.12)19.22KNσmax

M

22.96 1000

σ

ql 1.11.522.96 8 I

1000 129.22fmax 30.62mm 1mm， 150910 為底部15cm×15cm方木大楞中心間距90cm，計算模型如下圖(圖中L=0.9m)： 圖6.2.7頂板I12.6土荷載取2Kpa，模板面板取0.3m×0.9m范圍自重，即0.036KN/m。q1.2(9.120.40.070.036)1.47.50.48.7KNq9.120.40.070.0363.75KNm M

68.7 5.3Mpa68.7 0.5ql 0.51.58.7 8 0.59Mpaτ I

100 1253.75 fmax384EI3849103 0.43mmf4002.25mmF8.70.9/23.92KNF3.750.92方木大楞自重取0.158KN/m，承受上部10cm×10cm木傳遞的集中荷載，其計算模型可簡化為簡支梁模型，計算跨徑取立柱縱橋向中心間距120cm，計算模型簡 圖6.2.8c×5cm方木大楞計算模型簡采用midas6.2.95c×5cm方木大楞彎曲應6.2.1015cm×15cm方木大楞剪應力圖6.2.1115cm×15cm方木大楞變形由以上計算結果可知，方木大楞最大正應力為σmax2.9Mpaσ12Mpa，大剪應力為τmax0.27Mpaτ1.3Mpafmax0.29mmf2.25mm另求得方木支反力F8KN，φ48×3.5mm回轉半徑i15.78，橫桿步m，故計算長度取 1200mm，λl0120076，查表取?0.6758，故有 Nσ N

0.6758489

σ

215Mpa，穩(wěn)定性滿足要求中心間距40cm，圖中L=0.4m）qLLLL圖6.2.12取4Kpa，振搗混凝土荷載取2Kpa。 M

625.63

68.35Mpaσ

101000 1.1ql 1.11.525.63 8 2.82Mpaτ I

1000 1211.44fmax 30.53mm 1mm， 1502.06101000 100cm，計算模型如下圖(圖中L=1.5m)： 圖6.2.13[10土荷載取2Kpa，模板面板取0.4m×1.0m范圍自重，即0.188KN/m。q1.210.970.40.10.188)1.47.50.49.81KNq10.970.40.10.1884.676KNm[10 Mmax

9. 31.12Mpaσ215Mpa839.4103 0.59.811000τmax 10.97MpaτI 198.3104fmax

5

40.15mmf

2.5mm，故滿 3842.0610 腹板位置處側模面板采用δ=6mm安全考慮為面板下[10槽鋼小楞中心間距30cm圖中L=0.3m）LLLLL圖6.2.14 Pmax0.22γPmax──新澆筑混凝土對模板的最大側壓力H──混凝土澆筑層的高度 γcK2──混凝土坍落度影響修正系數(shù)當坍落度小于30mm0.8550～90mm根據(jù)試驗室提供的相關數(shù)據(jù)，取v0.5mh，t06h，γc25KNm3K11.2K21.15。Pmax0.22γ 0.222561.2 PmaxγcH25375Kpa，二者取較小值，故砼側壓力荷載為q32.2Kpaq1.232.21.44)144.24KNq32.2132.2KN M

644.24

66.36Mpaσ

101000 1.1ql

1.11.544.24 8 3.65Mpaτ I

1000 1232.2fmax 30.47mm 0.75mm滿足要求

1502.06101000 100cm，計算模型如下圖(圖中L=1.0m)： 圖6.2.15腹板側模[100.141KN/m。q1.2(32.20.30.141)1.440.313.44KNq32.20.30.1419.8KNm[10 Mmax

13. 42.64Mpaσ215Mpa839.4103 0.513.441000τmax 15MpaτI 198.3104 5 fmax384EI3842.06105198.31040.31mmf4002.5mm，側模桁架計荷載取恒載：①Pγch②33.2Kpa，有效壓頭高78.5KN/m3取值?；钶d：④人群機具等施工荷載2.5Kpa荷載組q②計算模型及邊界條件設Midascivil模擬，型鋼材質為Q235a，82個節(jié)點，92圖6.3.1側模桁架有限元模型圖計算結圖6.3.2圖6.3.2側模桁架正應力圖（圖6.3.3側模桁架剪應力圖（圖6.3.4側模桁架變形圖（單位圖6.3.5側模桁架反力圖（桁架最大正應力σmax41.8Mpaf215Mpa；最大剪應力τmax14.6Mpaτ125Mpa最大變形

0.3mmf

40013724003.43mm首跨箱梁地基計荷載?、?.1.1、6.2.1荷載組q1.2恒載1.4活載q恒載計算模型及邊界條件設箱梁施工基礎按彈性地基板進行分析設計。取平面尺寸47m×16.05m，厚度15cmC20面層混凝土作為計算模型。荷載采用面荷載作用于面層混凝土上，荷載分部形細砂地基層看成彈性支承，其基床系數(shù)按中密砂取2.4×104KN/m3。C20面層混凝土采用板單元進行模擬，基礎的支承采用地基彈簧進行模擬。每個板單元平面尺寸為0.2×0.5m，板單元劃分為7426個單元，具體模型見圖6.3.1。C20混凝土基礎邊界約圖.1計算結

圖.C20混凝土基礎拉應力圖(圖.C20混凝土基礎剪應力圖(

圖.4C20混凝土基礎位移圖(單位.5地基反力圖(單位從以上計算結果可知，C20混凝土最大拉應力力σmax1.08Mpaf1.1Mpa，最大剪應τmax0.54Mpaτ1.1Mpaf2.2mm，地基最大反力F7.5KN,根據(jù)單元劃分，最小地基承載力為σ首跨箱梁支架體系計荷載?、?.1.1、6.2.1②C2026KN/m3荷載組q1.2恒載1.4活載q恒載計算模型及邊界條件設

A7.5(0.20.5)75Kpaq90.420.218.1KNm；q34.70.26.94KN/mq10.20.2KNm采用Midascivil有限元建立方木模型，方木采用梁單元模擬，單根方木長7m，21圖.端部截面橫向方木有限元模型圖(圖6.5.2方木正應力圖(圖6.5.3方木剪應力圖(圖6.5.4方木變形圖(單位圖6.5.5方木支反力圖(單位從以上計算結果可知，方木最大正應力力σmax2.1Mpaf12Mpa應力τmax0.64Mpaτ1.9Mpa

0.01mmf

4000.75mmMidascivil有限元建立方木模型，方木采用梁單元模擬，單根方木長7m，根據(jù)荷載加載位置及下部縱梁支承位置劃分為19個單元，與型鋼縱梁接觸位置采用一般約束模擬，具體模型如下圖：圖.標準截面橫向方木有限元模型圖(圖6.5.7方木正應力圖(圖6.5.9方木變形圖(單位圖6.5.9方木變形圖(單位圖圖.0方木支反力圖(單位：從以上計算結果可知，方木最大正應力σmax1.4Mpaf12Mpa力τmax0.63Mpaτ1.9Mpa

0.01mmf

4000.75mm1號墩位置處型鋼支撐體系采用Midascivil有限元軟件建立整體模型，型鋼均Q235a，型鋼截面參數(shù)均選取實際施工時采用的型鋼。

圖..11圖.12型鋼支撐體系正應力圖(圖.13型鋼支撐體系剪應力圖(圖..14型鋼支撐體系變形圖(單位圖..15型鋼支撐體系反力圖(從以上計算結果可知，型鋼最大正應力σmax180Mpaf215Mpaτmax55.2Mpaτ125Mpaf9mmfl400505040012.6mm（4）支架計1號墩位置處型承重橫梁及支架采用Midascivil有限元軟件建立整體模用的型鋼。支架采用φ630×8mm，承重橫梁采用2I40型鋼，平聯(lián)采用[20a槽鋼，模型共分為85個節(jié)點，85個單元，承重橫梁與樁樁頂接觸位置采用彈性連接，接觸位置采用一般支承約束承重橫梁荷載為型鋼支撐體系位于樁位置處支反力，圖. 支架體系有限元模型(單位圖.17支架體系正應力圖(單位圖.18支架體系剪應力圖(單位圖..19支架體系變形圖(單位圖..20支架反力圖(單位支架體系最大正應力σmax126.9Mpaf215Mpa，最大剪應力τmax85.5Mpaτ125Mpa，承臺外側樁下設置1.3m×1.3m×1m擴大基礎擴大基礎位于強風化凝灰450Kp。σmaxFA675.41.31.3399.6Kpaσ450Kpa（5）取ks1.5105KNm3fa0200Kpafccftc

E3104

fy'576-。

圖.1條形基礎有限元模型（圖..22反力計算結果圖（圖..3.4剪力計算結果圖(單位.5基礎變形圖（單位 31.5KN，基礎底面最大彎Mmax53.1KNm，最大剪力Vmax61.5KN，最大變形fmax6.9mmσFmaxA

0.6

175Kpa200Kpa根據(jù)計算結果可知基礎底面彎矩M1.2Mmax1.253.163.7KN 分項系數(shù)),基礎底面按單筋矩形截面配筋，b600mmh600mmh0550mm則x

550 20.49mmξ

0.55550302.5mmhfhf5502263.79.6Asα1fcbx9.660020.49162.9mm2f

Asρminbh0.2%600600720mm27HRB400Φ12mm鋼筋，間距85mm布置，條形基礎頂面根據(jù)需要布置4根HRB400Φ12mm構造鋼筋，間距根據(jù)計算結果：V1.2Vmax1.261.5h05500.924，V73.8KN0.25βfbh0.2519.6600550 c 截面容許剪力：Vu0.7ftbh00.7 254.1KNVHRB400Φ12mmρsv

0.24f

0.241.12π SV1 600S500mm貝雷縱梁計荷載?、佗?.1.3、6.2.3③6.3.4荷載組q1.2②+q計算模型及邊界條件設貝雷縱梁采用iascvl6Q521351092a下圖6.6.1貝雷縱梁整體有限元模型計算結圖6.6.2圖6.6.4貝雷縱梁變形圖(單位圖6.6.3圖6.6.4貝雷縱梁變形圖(單位圖6.6.6圖圖6.6.6圖6.6.8腹桿正應力圖(單位：圖6.6.7圖6.6.8腹桿正應力圖(單位：圖6.6.9腹桿剪應力圖(單位：圖6.6.10圖6.6.11圖6.6.12I22a分配梁正應力圖(圖6.6.13I22a分配梁剪應力圖(表6.6.1貝雷縱梁計算結果表1正應力是剪應力是2正應力是剪應力是3正應力是剪應力是4正應力是剪應力是5變形是 支架計.1荷載取①立柱及承重橫梁自重，鋼材容重取②③荷載組驗算支架強度：q1.2①②驗算支架剛度：q計算模型及邊界條件設，支架及承重橫梁采用Midascivil有限元軟件建立整體模型樁各桿件Q235a，型鋼截面參數(shù)均選取實際施工時采用的樁與斜撐平聯(lián)及剪刀撐采用共節(jié)點連接河床面上樁底部考慮嵌固采用一，圖6.7.1箱梁跨中及墩身位置支架整體有限元模型(單位計算結圖6.7.2跨 支架正應力圖(單位圖圖6.7.3支架剪應力圖(單位圖圖6.7.4跨中圖6.7.5墩身處支架正應力圖(單位圖圖6.7.6墩身處圖6.7.7支架反力圖(單位圖6.7.8圖6.7.9圖