現澆支架施工受力計算

周振宇

（四川大路路橋工程有限公司， 四川 成都 610000）

0 引言

現澆支架施工，在施工前應進行受力計算，搭設完后預壓以減少支架失穩引起的安全事故。

1 現澆箱梁施工

1.1 碗扣式滿堂支架初步設計

測量放樣并在立桿頂設二層方木：立桿頂托上縱向設15×15cm 方木，縱向方木上設間距為30cm 的10×10cm 橫向方木，模板采用厚15mm 的1220×2400mm木膠合板。碗扣式滿堂支架的布置形式有以下三種： a、全橋翼緣板按照90cm×90cm×120cm 布置，b、主跨的腹板、箱室、邊跨的腹板、邊跨非壓重區的箱室按照60cm×90cm×120cm 布置，c、實心段的腹板、邊跨壓重區的箱室、實心段底板區以及橫隔板區按照60cm×60cm×60cm 布置。

1.2 結構檢算

（1）、滿堂支架的立桿驗算

腳手架立桿穩定計算的荷載效應組合為：a、永久荷載+可變荷載，b、永久荷載+0.9（可變荷載+風荷載），單根立桿在三種布置形式中分別承受90×90cm、60×90cm、60×60cm 平面內的荷載。

1）、不組合風荷載情況①：全橋翼緣板區按照90×90×120cm 布置。

則每根立桿荷載N＝[1.2×（q1+q2）+1.4（q3+q4+q5）]LXLY＝[1.2×（8.19+2.76）+1.4×（2.5+2+4）] ×0.9×0.9＝20.28KN＜Pmax=30KN,立桿承載力符合要求。②：主跨的腹板、箱室、邊跨的腹板、邊跨非壓重區的箱室按照60×90×120cm 布置，每根立桿荷載N＝[1.2×（q1+q2）+1.4（q3+q4+q5）]LXLY＝[1.2×（24.03+2.76）+1.4×（2.5+2+4）] ×0.6×0.9＝23.79 KN＜Pmax=30KN，立桿承載力符合要求。③：實心段的腹板、邊框跨壓重區的箱室、實心段的底板及全橋的橫隔板區按照60×60×60cm 布置，則每根立桿荷載N＝[1.2×（q1+q2）+1.4（q3+q4+q5））]LXLY＝[1.2×（75.3+2.76）+1.4×（2.5+2+4）] ×0.6×0.6＝38.01 KN＜Pmax=40KN，立桿承載力符合要求。第①、②種布置形式的支架步距為1.2m，則立桿L=1.2m，λ=L/i=1200/15.78=76，查《建筑施工碗扣式鋼管腳手架安全技術規程》JGJ 166-2008 附錄C 得到穩定系數φ=0.744，則有φAf＝0.744×489×205＝74.58KN＞Nmax=23.79KN，則有立桿穩定性符合要求。第③種布置形式的支架步距為0.6m，則立桿L=0.6m，λ=L/i=600/15.78=38，查《建筑施工碗扣式鋼管腳手架安全技術規程》JGJ 166-2008 附錄C 得到穩定系數φ=0.893，則有φAf＝0.893×489×205＝89.52KN＞Nmax=38.01KN，則有立桿穩定性符合要求，故全橋的立桿承載力和穩定性均符合要求。

取荷載較大的進行計算Nw＝＝[1.2×（q1+q2）+0.9×1.4（q3+q4+q5+q6）]LXLY＝[1.2×（24.03+2.76）+0.9×1.4×（2.5+2+4+0.168）] ×0.6×0.9＝23.26 KN

Nw＝[1.2×（q1+q2）+0.9×1.4（q3+q4+q5+q6）]LXLY＝[1.2×（75.3+2.76）+0.9×1.4×（2.5+2+4+0.168）] ×0.6×0.6＝37.65 KN，取風荷載對立桿產生的最大彎矩以及荷載進行立桿穩定性驗算：37.65×103/（0.893×489）+0.9×1.0×0.005×106/[1.15×5.08×103×(1-0.8×(37.65/685.2))] ＝87MPa＜f=205MPa，穩定性均符合要求。故碗扣件滿堂支架按照以上三種形式布置，立桿的承載力和穩定性符合要求。

1.3 地基承載力計算：

立桿下的可調底座尺寸為15*15cm，地基處理形式為：換填砂礫石并壓實達到93%壓實度為止，在其上澆筑20cm 厚C20 素混凝土，計算考慮擴散角45°，砂礫石的容重取15KN/m3。則混凝土面的應力為：σmax=N/A=38.01×1000/1502=1.69MPa＜20MPa，砂礫石上層面的作用面積為：A=（0.15+0.2×2）×（0.15+0.2×2）=0.3025m2

則應力為：σmax=N/A=38.01/0.3025+0.2×24=130.5KPa

砂礫石底的作用面積為：A=（0.15+0.7×2）×（0.15+0.7×2）=2.4025m2

則應力為：σmax=N/A=38.01/2.4025+0.2×24+0.5×15=28.1KPa

故砂礫石夯實后的承載力不得小于130.5KPa，砂礫石基底地基承載力不得小于28.1KPa。

1.4 支架變形量值F 的計算

F＝f1+f2+f3+f4：①f1 為支架在荷載作用下的彈性變形量，由上計算每根鋼管最大荷載受力為38.01KN，φ48mm×3.5 mm鋼管的截面積為489mm2。于是f1=б×L/E，支架高度L=7000mm。б＝38.01×103÷489＝77.73N/mm2，則f1＝77.73×7000÷（2.05×105）＝2.65mm。②f2 為支架在荷載作用下的非彈性變形量，支架在荷載作用下的非彈性變形f2 包括桿件接頭的擠壓壓縮δ1 和方木對方木壓縮δ2 兩部分，分別取經驗值為2mm、3mm，即f2＝δ1+δ2＝5mm。③f3 為支架基底受荷載后的非彈性沉降量，基底處理時采用砂礫石、混凝土鋪裝為剛性基礎暫列為4mm （施工時以實測為準）。④f4 為地基的彈性變形：地基的彈性變形f4 按公式f4＝σ/EP，式中σ為地基所受荷載，EP為處理后地基土的變形模量按照《路橋施工計算手冊》第11 章表11-12 中取中密的礫砂的變形模量E0=36MPa。f4＝σ/EP＝130.5÷36＝3.6mm。

故支架變形量值F 為：F＝f1+f2+f3+f4=2.65+5+4+3.6=15.25 mm，符合要求。