省道特大桥主桥施工方案.docx

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省道特大桥主桥施工方案

一、工程概述

省道运河特大桥主桥起于57#墩（k4+746），止于60#墩（k5+006），全长260m，采用挂篮悬臂对称浇筑施工，其中58#、59#墩为跨河主墩。

主桥上部结构采用70+120+70m的三跨变高度预应力混凝土连续箱梁，左右幅桥由上下分离的两个单箱单室截面组成。

单箱底宽6.0m，两侧悬臂长3.0m，全宽12.0m。

箱梁横桥向底板保持水平，顶面设2%的单项横坡，由箱梁两侧腹板高度不同形成。

中支点处箱梁高7.0m，梁高及底板厚度按二次抛物线变化。

主桥左右幅共4个“T”，对于单T而言，0#块段长12.0m为支架现浇段，1#～13#块段为悬浇段，另外14#块段为合拢段、15#块段为边跨现浇段。

各梁段体积及重量一览表如下：

梁段编号

0

1

2

3

4

5

6

7

节段长度（m）

12.0

3.5

4.0

梁段体积（m3）

302.2

59.6

56.3

53.3

57.4

54.1

51.1

46.6

梁段重量（t）

785.8

154.9

146.4

138.5

149.3

140.6

132.9

121.2

梁段编号

8

9

10

11

12

13

14

15

节段长度（m）

4.0

4.5

2.0

8.84

梁段体积（m3）

42.6

45.9

42.5

39.5

38.8

38.4

17.0

66.0

梁段重量（t）

110.8

119.3

110.4

102.8

100.9

99.9

44.3

171.6

二、临时锚固措施

为保证悬浇过程中梁体的稳定，必须在主墩处设置临时锚固结构。

参考图纸SⅣ-2-7的“主桥墩梁临时支撑示意图”，结合施工实际采取如下临时锚固方案：

（1）、在永久支座两侧各设置2.7m×0.4m的砼临时支座（砼标号不小于C50），以保护永久支座，但在受力验算时不考虑临时支座的承载力，临时支座需要拆除时用风镐进行凿除；

（2）、去掉“示意图”中临时支座内的预埋φ32粗螺纹钢筋（原设计为在每个临时支座位置各预埋50根φ32粗螺纹钢筋，其中一半埋置在梁体里，另一半埋置在主墩里，粗螺纹钢筋穿过临时支座，每个主墩上共设置200根。

拆除时当把临时支座凿除后割除外漏部分）；

（3）、在主墩两侧距主墩横桥向中心线各4.0m、5.0m且在腹板的位置各布置2根φ820mm的焊接钢管（壁厚12mm），每个主墩共设置8根钢管。

为确保钢管桩整体稳定性，用型钢设置纵横向剪力撑；

（4）、每相邻的两根钢管底部预埋2.0m×1.0m×0.02m的钢板于承台上（每个承台共预埋4块），每相邻的两根钢管顶部预埋2.0m×1.0m×0.02m的钢板于箱梁底板梁体里（每个0#块共预埋4块）并兼作现浇段底模。

（5）、临时支撑钢管底部设置法兰盘与承台预埋钢板用螺栓连接，顶部与梁体预埋钢板加强焊接。

临时支撑形式如下所示：

三、临时锚固受力验算

（一）、偏心力矩取值

1、顺桥方向偏心力矩

a、砼浇注过程中，出现两侧8方砼的偏差，按2.5t/方计算，偏心力为200KN，在浇注第13块时，可能出现最大偏心力矩为200KN×56.75m＝11350KN.m。

b、挂篮在移动过程中，出现一侧挂篮突然坠落现象，偏心力为700KN（一侧挂篮重量），在第13块挂蓝移动时，可能出现最大偏心力矩为700KN×56.75m＝39725KN.m。

c、顺桥向风压力产生的偏心力矩，顺桥向风压按横桥向风压取值（见下），为0.87KN/m2。

迎风面积按0＃块初最大断面取值为7×6＋（0.18+0.65）×3＝44.5m2。

产生的偏心力矩为0.87×44.5×7/2＝135.5KN.m。

总上，第二种情况下，在13＃块挂篮移动坠落时偏心力矩最大，取该力矩进行临时锚固稳定性验算，以检验钢管支撑的强度是否满足要求，此时偏心力为700KN。

另外验算在第一种情况下钢管支撑的刚度要求，确保在偏心力矩作用下，梁头的高程变化幅度在20mm之内。

2、横桥向偏心力矩

横桥向仅考虑风荷载影响，按下式计算：

Fwh＝k0×k1×k3×Wd×Awh

其中，k0为设计风速重现期换算系数，对于施工架设期K0取0.75。

k1为风载阻力系数，由于桥梁宽高比为24/7＝3.43，在1~8区间范围，

k1＝2.1－0.1×3.43＝1.76

K3为地形、地理条件系数，运河特大桥处于一般地区，取

k3＝1.0

Wd为设计基准风压，Wd＝W0×（k2×k5）2，W0为基本风压，按50年一遇，扬州市取0.4KN/m2，k2为高度修正系数，梁体距水面高度为15m、地表类别为B类，k2取1.07，k5为阵风风速系数对于B类取1.38，代入求得Wd＝0.87KN/m2。

Awh为横向迎风面积，根据图纸SⅣ-2-5（4/4）中的箱梁高度及块段长度，求得13＃～0＃～13＃Awh＝516.1m2。

代入上值，得Fwh＝592.7KN。

支座位置产生的偏心力矩为

592.7×4.49＝2661.2KN.m。

横桥向偏心力矩作用下，梁体的稳定性单独验算。

（二）、顺桥向稳性定验算

1、钢管支撑强度验算

不考虑临时支座混凝土的承载力，视梁体为刚性体，不考虑另一侧临时支座受压。

因四根临时支撑钢管长度相差很小，为计算简便期间，验算时四根临时支撑钢管中心视为距主墩边沿4.5m处，同时认为临时预应力束也在此断面处。

其示意图如下：

计算是不考虑偏心端钢绞线的张拉力

方程组为

△L1=△L4-2△3①（位移方程式）

N3+N4=G+F1+F2②（力学平衡方程式）

4.5F1+4.5N4=56.75F2③（弯距平衡方程式）

主墩高度取13.2m，临时支撑钢管长度取14.0m，临时钢绞线长度取23.5m。

钢绞线弹性模量为1.96×105MPa。

G=40416KN，F2=700KN。

因此，钢绞线张拉到容许应力的20%时伸长量为33.5mm。

则有：

△L1=23.5F1/（1.96×105×140×30）

△L3=13.2N3/（3.0×1010×21.6）

△L4=14N4/（2.05×1011×0.0305×4）

代入方程组得：

F1=1036KN

N3=34360KN

N4=7792KN

对于φ820mm焊接钢管（壁厚1.2cm），受力计算时按壁厚1.0cm取值，截面积A=0.0254m2，

惯性矩I=π（D4－d4/64）=0.00209m4，

回转半径i=（I/A）0.5=0.287m

长细比λ=14/0.287=48.8

稳定系数为ψ=0.861

单根允许承载力为A×f×ψ＝3936KN，单侧4根承载力为15744KN＞N4=7792KN，钢管桩满足要求。

一侧临时预应力束张拉至20%时张拉力为1172KN＞F1=1036KN，因此在此种情况下，两侧临时钢管全部为压缩。

2、钢管支撑刚度验算

待13块施工完毕后，梁体自重重量为40416KN；

最大偏心力为200KN（砼浇注偏差）；

视梁体为刚性体，不考虑两侧临时支座，不考虑两侧钢绞线的张拉力。

其计算示意图如下：

方程组为：

△L1+△L4=2△L3①（位移方程式）

N1+N3+N4=G+F2②（力学平衡方程式）

4.5N1+56.75F2=4.5N4③（弯距平衡方程式）

根据弹性压缩量计算公式

△L1=14N1/（2.05×1011×0.0305×4）

△L3=13.2N3/（3.0×1010×21.6）

△L4=14N4/（2.05×1011×0.0305×4）

将已知值及上述数值代入超静定方程组，求得

N1=116KN

N3=37862KN

N4=2638KN

△L1=0.07mm（压缩）

△L3=0.8mm（压缩）

△L4=1.5mm（压缩）

偏心侧钢管支撑处相对于立柱位置的下沉量为:

1.5－0.8＝0.7mm

13＃块梁端的最大下沉量为0.7×59/4.5＝9.2mm＜20mm，钢管刚度满足要求。

（三）、横桥向稳定性验算

仅考虑风荷载影响下的稳定性，在风载作用下产生的偏心力矩为2661.2KN.m，而仅梁体自重所能克服的偏心力矩已高达40416×1.8＝72748.8KN.m，远远满足要求，横桥向梁体稳定性满足要求。

（四）、钢管根部、顶部砼局部承压验算

根据上述验算，单侧钢管最大支撑力为5841KN，折合每根承载力为5841/4=1460KN。

承台砼设计标号为C30，强度设计值取15Mpa；现浇梁砼设计标号为C50，强度设计值取23.5Mpa。

若钢管端部直接与砼接触，管壁接触面积为3.14×0.814×0.012＝0.0306m2。

对于承台砼允许的最大压力值为0.0306×15×103＝459KN

，砼局部承压不能满足要求。

在钢管端部设置2cm厚的钢板，按45°扩散角计算，砼净受压面积为0.133m2，0.133×15×103＝1995KN＞1460KN，此时砼局部承压满足要求，为安全起见，钢管根部及顶部均采用2cm厚的钢板，底部钢板提前预埋至承台砼中，顶部钢板兼作现浇梁底模。

为保证箱梁底板受力安全，采取在底板中额外增加配筋的措施。

对于底板底层纵向筋，在距离腹板外立面0.8m～2m的范围内进行N12筋的增设，长度及形状同图纸中的N1`筋（见SⅣ-2-45图纸），但直径增至20mm，单根长度13.28m，在对应的N1`上方设置，净距控制在2cm左右。

单T需设置18根（示意图中仅为一半的对称面），每T增加钢筋重量为590Kg。

示意图如下：

对于底板顶层横向向筋，在距离横隔梁中心线2m～4m的范围内进行N7’筋的增设，长度及形状同图纸中的N7筋（见SⅣ-2-45图纸），直径与N7钢筋相同也为20mm，单根长度6.35m，在对应的N7下方设置，净距控制在2cm左右。

单T需设置22根（示意图中仅为一半的对称面），每T增加钢筋重量为345Kg。

示意图如下：

四、0＃块支架

1、支架形式

0#块支架在搭设时充分利用临时支撑钢管，在临时支撑钢管顶部适当位置用3cm厚钢板焊接出一牛腿平台，由四片贝雷片组合成的贝雷桁架安设在牛腿平台上，每侧各有三组贝雷桁架。

贝雷桁架横桥向安设，其中一道位于两根临时支撑钢管之间，其余两根分别位于两根临时支撑钢管两侧，相邻两道贝雷桁架中心间距为98.5cm，贝雷桁架间用型钢相互连接成一整体以确保其共同受力及稳定性。

0#块现浇底模采用2cm厚竹胶板，竹胶板下为10×10cm木方做背楞，木方在腹板部位间距15cm，底板部位间距30cm，木方纵向摆放；木方放置在横桥向搭设的12#工字钢分配梁上，12#工字钢分配梁间距50cm；12#工字钢分配梁安设在28#纵向工字钢分配梁上，28#工字钢纵向分配梁一端放置在主墩墩顶，另外一端枕于横向贝雷桁架上，28#工字钢纵向分配梁在底板部位间距60cm，在腹板部位间距30cm，28#工字钢与贝雷桁架之间利用硬杂木木方与铁楔支垫。

在翼板部位，两侧悬臂端贝雷桁架上纵向设置36#工字钢作为侧模板安放及施工平台，为确保其不产出太大的挠度，在其1/3位置采用两根双拼22#工字钢做支撑。

0#块支架形式详见下图：

2、支架验算

因在浇筑过程中，0#块有一部分砼处于墩柱部位，因此这部分混凝土不参与支架的验算，验算过程仅取悬出段及翼板处混凝土进行计算，钢筋混凝土容重取26kN/m3。

在悬出段箱梁截面变化不大，为计算简便，取其平均值。

同时由于分配梁搭设形式不同，因此在验算过程中对翼板、腹板、底板部位分别进行验算。

0#块混凝土总量为302.2m3，初步估算其中位于主墩顶的混凝土方量约为110.2m3，腹板部位的混凝土方量约为85m3，翼板部位的混凝土方量为28m3，底板部位的混凝土方量约为79m3（一半长4.2m，宽4.5m）。

则翼板部位砼平均荷载为：

q翼=28×26/（2×3×12）=10.1Kpa；

腹板部位砼平均荷载为：

q腹=85×26/（2×0.75×8.4）=175.4Kpa；

底板部位砼平均荷载为：

q底=79×26/（8.4×4.5）=54.3Kpa；

另外，

施工荷载：

取q2=2.5Kpa

振捣荷载：

取q3=2.0Kpa

模板荷载：

q4=3.7Kpa（侧模、底模、芯模的平均值）

倾倒砼时冲击荷载：

取q5=2.0Kpa

（1）、纵桥向木方计算

纵桥向木方在腹板部位间距15cm，在底板间距30cm。

腹板部位面荷载为：

q腹=1.2×（175.4+3.7）+1.4×（2.5+2）=221.2Kpa

腹板部位木方上的均布荷载为：

q腹线=221.2×0.15+0.05=33.2KN/m

底板部位面荷载为：

q底=1.2×（54.3+3.7）+1.4×（2.5+2）=75.9Kpa

底板部位木方上的均布荷载为：

q底线=75.9×0.3+0.05=22.8KN/m

横桥向木方简化为简支梁计算，在腹板及底板部位跨径均为0.5m。

对于10×10木方（落叶松）：

W=103/6=167cm3；Ⅰ=104/12=833cm4。

腹板部位：

Mmax=q腹线L2/8=33.2×0.52/8=1.1KN.m，

Q=q腹线L/2=33.2×0.5/2＝8.3KN

底板部位：

Mmax=q底线L2/8=22.8×0.52/8=0.7KN.m，

Q=q底线L/2=22.8×0.5/2＝5.7KN

a、抗弯承载能力检算：

σmax=Mmax/W=1.1×103/（167×10－6）=6.6Mpa＜[σ]=11Mpa（木材抗弯强度）

b、抗剪能力检算：

根据材料力学中矩形截面梁公式得

τmax=3Q/（2A）=3×8.3×103/（2×0.1×0.1）＝1.3Mpa＜[τ]=1.6Mpa（木材抗剪强度）

c、挠度检算：

f腹=5q腹线L4/（384EI）

=5×33.2×103×0.54/（384×9000×106×833×10－8）

=0.36mm＜[f]=500/400=1.25mm

（2）、12号横桥走向工字钢分配梁验算

12#横桥向工字钢间距50cm。

腹板部位面荷载为：

q腹=1.2×（175.4+3.7）+1.4×（2.5+2）=221.2Kpa

腹板部位木方上的均布荷载为：

q腹线=221.2×0.5+0.14=110.7KN/m

底板部位面荷载为：

q底=1.2×（54.3+3.7）+1.4×（2.5+2）=75.9Kpa

底板部位工字钢上的均布荷载为：

q底线=75.9×0.5+0.14=38.1KN/m

横桥向12#工字钢简化为简支梁计算，在腹板部位跨径30cm，底板部位跨径均为60cm。

对于12#工字钢：

W=72.7cm3；Ⅰ=436cm4，

A=17.8cm2，E=2.06×1011pa。

腹板部位：

Mmax=q腹线L2/8=110.7×0.32/8=1.3KN.m，

Q=q腹线L/2=110.7×0.3/2＝16.6KN

底板部位：

Mmax=q底线L2/8=38.1×0.62/8=1.7KN.m，

Q=q底线L/2=38.1×0.6/2＝11.4KN

a、抗弯承载能力检算：

σmax=Mmax/W=1.7×103/（72.7×10－6）=23.6Mpa＜[σ]=205Mpa（钢材抗弯强度）

b、抗剪能力检算：

τmax=3Q/（2A）=3×16.6×103/（2×17.8×10-4）＝14Mpa＜[τ]=120Mpa（钢材抗剪强度）

c、挠度检算：

f腹=5q腹线L4/（384EI）

=5×110.7×103×0.34/（384×2.06×1011×436×10－8）

=0.013mm＜[f]=300/400=0.75mm

F底=5q底线L4/（384EI）

=5×38.1×103×0.64/（384×2.06×1011×436×10－8）

=0.07mm＜[f]=600/400=1.5mm

（3）、28号纵桥走向工字钢分配梁验算

28#横桥向工字钢在腹板部位间距30cm，在底板部位间距60cm。

腹板部位面荷载为：

q腹=1.2×（175.4+3.7）+1.4×（2.5+2）=221.2Kpa

腹板部位木方上的均布荷载为：

q腹线=221.2×0.3+0.43=66.8KN/m

底板部位面荷载为：

q底=1.2×（54.3+3.7）+1.4×（2.5+2）=75.9Kpa

底板部位工字钢上的均布荷载为：

q底线=75.9×0.6+0.43=46KN/m

纵桥向28#工字钢简化为简支梁及单悬臂梁分别计算，最大计算跨径取最内侧贝雷桁架与墩柱之间的距离171.5cm，悬臂端悬臂长度取最外侧贝雷桁架至0#块断面端部距离51.5cm。

对于28#工字钢：

W=508cm3；Ⅰ=7114cm4，A=55.4cm2，E=2.06×1011pa。

腹板部位：

跨内段

Mmax=q腹线L2/8=66.8×1.7152/8=24.6KN.m，

Q=q腹线L/2=66.8×1.715/2＝57.3KN

悬臂段

Mmax=q腹线L2/2=66.8×0.5152/2=8.9KN.m，

Q=q腹线L=66.8×0.515＝34.4KN

a、抗弯承载能力检算：

σmax=Mmax/W=24.6×103/（508×10－6）=48.2Mpa＜[σ]=205Mpa（钢材抗弯强度）

b、抗剪能力检算：

τmax=3Q/（2A）=3×57.3×103/（2×55.4×10-4）＝15.5Mpa＜[τ]=120Mpa（钢材抗剪强度）

c、挠度检算：

跨内段：

f底=5q腹线L4/（384EI）

=5×75.9×103×1.7154/（384×2.06×1011×7114×10－8）

=0.6mm＜[f]=1715/400=4.3mm

悬臂段：

F底=q底线L4/（8EI）

=75.9×103×0.5154/（8×2.06×1011×7114×10－8）

=0.05mm＜[f]=515/400=1.3mm

（4）贝雷桁架验算

将28#工字钢视为不等跨连续梁，根据力的分配原则可知，最内侧的一根贝雷桁架所承受的荷载最大，为相邻两跨一半的梁体及附加荷载。

根据支架示意图可知，相邻两跨的总跨径为2.7m。

则最内侧贝雷桁架受力图式如下图所示：

因此

Mmax=298.6×0.752/2+102.5×4.5×6×（2-0.75）/8-39.8×32/2

=337.3kN.m

Qmax=298.6×0.75+102.5×4.5/2=454.6kN

查表知：

对于单排单层不加强贝雷桁架，最大容许弯矩为788.2kN.m，最大容许剪力为245.2kN。

因此，其剪力不能满足施工要求，根据其数值，将最内侧贝雷桁架改为双排即可满足抗剪要求。

（5）支撑钢管承载力验算

支撑钢管按轴心承压杆件进行验算

悬出段梁体砼方量：

96m3（249.6t）

一半的模板重量取：

30t

28#工字钢重量：

3.5t

贝雷桁架重量：

3.5t

则四根支撑钢管承受的总重量为：

286.6t

计算是取1.2倍的安全系数，即按344t计算。

则每根承受的重力为344/4=86

支撑钢管长度取14.0m，根据图示其计算长度取7.0m。

对于φ820斜撑钢管（壁厚12mm）

截面积A=π（0.412-0.3982）=0.0305m2

截面回转半径i=√0.822+0.7962/4

=0.2857m

则长细比λ＝7/0.2857=24.5

轴心受压焊管为B类截面，查其稳定系数φ=0.955

则有：

=860000/（0.955

×0.0305）=29.5MPa

[f]=215MPa

支撑钢管满足要求。

五、0＃现浇段模板

1、模板形式

0＃块现浇段底模采用2cm厚竹胶板，临时锚固用的钢管顶部范围采用2cm的钢板，既作为应力分散结构，又兼作底模，施工时注意钢板与竹胶板的拼缝控制。

主墩顶部位的底模采用在临时支座与永久支座之间填筑黄砂，黄砂水密压实，顶面比梁底标高低3cm，顶面抹平后铺筑一层约3cm厚的高标号砂浆，然后在砂浆层上涂抹一层黄油作为墩顶部位箱梁的底模。

因0#块在横隔梁上设计有横向预应力精轧螺纹钢，因此侧模在在0#块中间两侧4.0m段采用2cm厚竹胶板，两端4.0m段采用悬浇段挂篮外定型钢模板。

安装时注意钢模与竹胶板之间的拼缝处理。

竹胶板在固定时利用横隔梁横向精轧螺纹钢对拉，根据横隔梁横向精轧螺纹钢布设位置，竹胶板背后竖愣在外腹板上、下端采用10×10木方，横向间距30cm，在中间两排精轧螺纹钢之间（水平间距2.3m）竖愣采用10#槽钢，横向间距30cm，因此处间距较大，在10#槽钢跨中再横向增设4根精轧螺纹钢拉杆，使10#槽钢形成一双垮等垮连续梁。

定型钢模板的尺寸分1.5m×4.2m及2.0m×4.2m两种规格，钢模面板为5mm钢板，支撑钢楞为6.3#槽钢及12#槽钢，6.3#槽钢沿长边布设，间距0.3m。

12#槽钢沿短边布设，每块模板布5道，间距0.925m。

同时每道12#槽钢后用12#槽钢焊接成一方形框架，以增强侧模整体刚度，钢模板在固定时亦采用精轧螺纹钢作为拉杆，拉杆水平间距1.3m，竖向间距1.5m。

外模板精轧螺纹钢拉杆下压梁全部采用双拼12#工字钢。

翼板处模板与侧模形式基本相同，模板拼装时将面板处对拼，型钢框架处采用预留螺栓连接即可方便组合；

芯模采用木模，面板为2cm厚竹胶板，芯模顶板采用支架支撑，其结构形式与底板基本相同，支架间距为0.9×0.9m。

侧模背愣采用10×10cm木方竖向布置，横向间距30cm，拉杆采用φ16螺杆，最大间距控制在0.6×0.6m。

所用钢模在安装之前先进行试拼，确保接缝处平整与整齐，并认真除锈。

2、模板的受力验算

现浇段模板验算以腹板模板为重点，0＃现浇段砼一次浇注成型，砼最大浇注高度为7.0m。

为避免因支架变形导致砼表面，砼按初凝时间不小于6小时进行设计。

新浇砼重力密度取γ=24KN/m3（砼侧压力与配筋无关）；

砼初凝时间取t0=6小时；

砼浇筑速度取V=1m/h（自有拌合站产量约为50方/小时）；

砼中掺入有外加剂，则修正系数K1=1.2；

砼为泵送砼，坍落度为15cm左右，则其修正系数K2=1.15

则，砼产生的最大侧向压应力为：

pmax=0.22×24×6×1.2×1.15×10.5＝43.7Kpa

有效压头高度h=pmax/γ＝1.82m

振捣砼产生的振捣荷载取4Kpa

荷载组合：

q＝1.2×43.7＋1.4×4＝58Kpa

a、面板验算

1、钢模板部分

取单个I120钢楞宽度范围内的面板进行验算，均布荷载为：

q线=58×0.925=53.7KN/m。

模板按5等跨连续梁计算，单跨跨径0.3m，I=92.5×0.53/12=0.96cm4，W=I/（0.5h）=3.84cm3，A=46.25cm2