現澆站臺梁支架設計及受力驗算剖析

盧長德

（中鐵二十一局集團第二工程有限公司 甘肅蘭州 730000）

1 引言

現澆站臺梁支架施工是指在原有橋位上搭設了臨時支架，并在支架上進行模板安裝、鋼筋骨架綁扎、現場澆筑混凝土等，并在結構達到相應強度后拆除模板和支架的一種施工方法。該施工方法不需要大型起吊設備和運輸設備，施工方法相對簡單；不需要預制場地，造價相對低廉；非常適用于整體式結構施工。因此該施工方法廣泛應用于橋梁的建設施工過程中。

橋梁支架施工的常備構件包括鋼管腳手架、萬能桿件、碗扣式支架和貝雷支架等。其中鋼管立柱和貝雷梁支架因其具有結構簡單、載重量大、適應性強、架設快捷、可周轉使用、經濟效益明顯等優點，在橋梁建設施工過程中作為臨時支架被越來越廣泛采用［1-3］。外加其本身為標準構件、承載力大，且比較容易租賃或購買，故而在工程施工方案中往往被優先考慮。貝雷支架雖屬臨時結構，但它要承受橋梁主體的大部分恒重，因此必須具備足夠的強度、剛度和穩定性。此外，在設計支架方案時要考慮基礎的穩定性及各個桿件之間要結合緊密，并應設有足夠的縱向、橫向和斜向連接桿件，使貝雷桁架連接成為一個整體。同時，考慮到支架在承受荷載作用后會產生相應的變形和撓度，因此在安裝前應進行相應地計算，并設置合理的預拱度。

本文闡述的現澆站臺梁支架屬于細長結構，其強度、剛度、穩定性及變形直接影響到橋梁施工的質量及安全［4-5］。因此在支架的設計與施工中必須進行合理的設計和嚴密的力學檢算，以確保橋梁施工質量和施工安全。

2 支架方案

某鐵路站臺梁設計為32.6 m的預應力混凝土箱梁，采用支架現澆法進行施工。橋梁的設計高度為2.5 m，頂板厚度為0.3 m，橋面寬度為12.0 m，設2片腹板，腹板厚在0.6～1 m之間。整個梁共設4道橫隔板，其中端橫隔板寬度為0.8 m，高度為2.4 m；設有雨棚柱的中橫隔板寬度為0.8 m，高度為2.4 m；共設3道小橫梁，小橫梁的寬度均為0.5 m，高度均為1.0 m。

具體支架方案是在每跨縱向設置4排鋼管立柱，每排橫向設置3根φ＝630 mm、壁厚為10 mm的鋼管，鋼管之間設置有縱向和橫向連接的剪刀撐。中支墩立于C30混凝土基礎上，其單個基礎尺寸為2 m×2 m×1 m，中間每根鋼管立柱基礎下設有3根φ＝40 cm的PHC預應力混凝土管樁；邊支墩置于承臺上。鋼管立柱頂部橫梁采用三榀 56a工字鋼，支架卸落裝置采用的是砂箱。橫梁上貝雷梁采用12排單層普通貝雷片，橫向每兩片之間采用花窗連接，以保證整體性。貝雷片在順橋向節段布置為3 m×6+2.6 m×3+3 m，其計算跨徑為（0.2+9.6+10.8+7.6+0.6）m。在貝雷梁上部橫橋向布置 16工字鋼作為分配梁，其縱向間距為50 cm，底模采用2 cm厚的竹膠板。具體支架結構布置如圖1所示。

圖1 支架結構布置（單位：cm）

3 支架受力驗算

3．1 貝雷梁驗算

貝雷梁長度為28.8 m，支架跨徑布置為3 m×6+2.6 m×3+3 m，按照貝雷梁橫橋向位置，可將其分為Ⅰ型貝雷梁和Ⅱ型貝雷梁兩種形式。其中Ⅰ型貝雷梁位于腹板下，共計有6片，荷載分布寬度為4.875 m［6-7］；Ⅱ型貝雷梁位于頂板下，共計有 6片，荷載分布寬度為7.125 m。兩種貝雷梁承受的荷載不同，應采用有限元軟件分別進行建模分析［8-10］。

3．1．1 荷載計算

橫向6片Ⅰ型貝雷梁，計算時可按單片貝雷梁進行計算，將荷載進行相應折減即可。各類施工荷載集度總和為 1.5 kN／m2+2 kN／m2+2 kN／m2＝5.5 kN／m2（分別包括施工人員、材料、施工機具荷載，振搗混凝土時產生的荷載，澆筑混凝土時產生的沖擊荷載等），故單片貝雷梁施工荷載集度為5.5×4.875÷6＝4.5 kN／m；模板重量參照實際工程按2 kN／m2計入，荷載集度為 2×4.875÷6＝1.6 kN／m；梁體自重在縱橋向簡化為均布荷載，集度為3.81×26÷6＝16.5 kN／m。按恒載的組合系數為1.2、活載的組合系數為1.4進行荷載組合，得出Ⅰ型貝雷梁計算荷載為：1.2×（16.5+1.6）+1.4×4.5＝28.0 kN／m。

Ⅱ型貝雷梁，其施工荷載集度為5.5×7.125÷6＝6.5 kN／m；模板重量同樣按2 kN／m2計入，荷載集度為2×7.125÷6＝2.4 kN／m；頂板區自重集度為26×0.3×7.125÷6＝9.3 kN／m；小橫梁區自重集度為26×1×7.125÷6＝30.9 kN／m；中橫隔板區自重集度為26×2.4×7.125÷6＝74.1 kN／m。按恒載的組合系數為1.2、活載的組合系數為1.4進行荷載組合。計算得出Ⅱ型貝雷梁計算荷載分別為：頂板區為1.2×（9.3+2.4）+1.4×6.5＝23.1 kN／m；小橫梁區為1.2×（30.9+2.4）+1.4×6.5＝49.1 kN／m；中橫隔板區為1.2×（74.1+2.4）+1.4×6.5＝100.9 kN／m。

3．1．2 有限元模型建立

已有不少學者采用有限元方法進行支架可靠度和穩定性的計算分析，其計算結果安全可靠，表明可將有限元軟件計算應用于工程實際中。為此，本文同樣采用有限元軟件進行支架計算分析，建立的貝雷梁計算模型如圖2所示。

圖2 貝雷梁計算模型

3．1．3 計算及結果分析

按照前述荷載計算結果，在有限元軟件中進行相應地加載和求解，并提取相應的有限元分析結果，如表1所示。

表1 貝雷梁計算結果

通過表1可以得出，Ⅰ型貝雷梁桿件最大彎矩為306.3 kN·m，最大剪力為166.3 kN，最大位移為9.0 mm。考慮1.2的安全系數，則Ⅰ型貝雷梁桿件最大彎矩為1.2×306.3＝367.6 kN·m＜788.2 kN·m；最大剪力為1.2×166.3＝199.6 kN＜245.2 kN；最大位移位于邊跨，其數值為1.2×9＝10.8 mm＜9 600／400＝24.0 mm。

Ⅱ型貝雷梁桿件最大彎矩為281.1 kN·m，最大剪力為192.4 kN，最大位移為10.2 mm。考慮1.2的安全系數，則Ⅱ型貝雷梁桿件最大彎矩為1.2×281.1＝337.2 kN·m＜788.2 kN·m，故彎矩滿足要求；最大剪力為1.2×192.4＝230.9 kN＜245.2 kN；最大位移位于中跨，其數值為1.2×10.2＝12.2 mm＜10 800／400＝27.0 mm。

由以上檢算結果可以看出Ⅰ型貝雷梁和Ⅱ型貝雷梁彎矩、剪力和撓度均滿足相關規范要求。

3．2 型鋼橫梁驗算

3．2．1 荷載計算

將上部Ⅰ型貝雷梁和Ⅱ型貝雷梁傳遞下來的荷載分別按實際位置加載到有限元模型當中。型鋼橫梁計算按單根 56進行分析，因此集中荷載大小應按1／3進行折減計算。根據上部貝雷梁計算結果，選取受力最不利的第2排和第3排中支點處的型鋼橫梁作為檢算對象，得出第2排Ⅰ型貝雷梁和Ⅱ型貝雷梁傳遞的荷載分別為 312.1／3＝104.0 kN和 329.9／3＝110.0 kN；第3排Ⅰ型貝雷梁和Ⅱ型貝雷梁傳遞的荷載分別為303.6／3＝101.2 kN和333.1／3＝111.0 kN。

3．2．2 結果分析

根據有限元仿真計算，提取橫梁計算結果數據如表2所示，需要說明的是此處輸出的結構桿件斷面的彎曲應力為上下緣應力絕對值取最大而得。立柱與型鋼均為Q235鋼材，其容許應力值為：軸向應力［σ］＝215 MPa，彎曲應力［σw］＝215 MPa，剪應力［τ］＝125 MPa。

表2 型鋼橫梁計算結果

通過表2可以得出，第2排型鋼橫梁的最大剪應力為43.1 MPa，最大彎曲應力為97.4 MPa，最大位移為2.1 mm；第3排型鋼橫梁的最大剪應力為43.5 MP，最大彎曲應力為98.3 MPa，最大位移為2.1 mm。考慮1.2倍安全系數，則第2排型鋼橫梁的最大剪應力為1.2×43.1＝51.7 MPa＜125 MPa，最大彎曲應力為1.2×97.4＝116.8 MPa＜215 MPa。結果表明第2排橫梁強度滿足相應規范要求。

支架受彎構件彈性撓度不得大于計算跨徑的1／400。橫梁中間跨最大位移為向下2.1 mm，懸臂段最大位移為向上1.1 mm。考慮1.2倍安全系數，第2排型鋼橫梁的中間跨最大位移為1.2×2.1＝2.5 mm＜4 750／400＝11.9 mm；懸臂段最大位移1.2×1.1＝1.3 mm＜1 050／400＝2.6 mm。其值均在合理范圍內，故第2排橫梁剛度也滿足要求。

同理，考慮1.2倍的安全系數則第3排型鋼橫梁的最大剪應力為1.2×43.5＝52.2 MPa＜125 MPa，最大彎曲應力為1.2×98.3＝118 MPa＜215 MPa。表明第3排型鋼橫梁強度滿足規范要求。其最大位移考慮1.2的安全系數之后為1.2×2.1＝2.5 mm＜4 750／400＝11.9 mm，表明第3排橫梁的剛度也滿足要求。

3．3 鋼管立柱驗算

3．3．1 荷載計算

在單片型鋼橫梁計算模型的基礎上，提取相應的支座反力。由于型鋼橫梁總共是3片，可將其簡化為一片，計算時可將支座反力擴大3倍。根據橫梁受力計算結果選取受力最大的第3排鋼管立柱作為檢算對象。

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3．3．2 模型建立

對結構進行離散化處理，建立鋼管立柱的有限元模型如圖3所示。

3．3．3 結果分析

按照前述荷載計算結果，在有限元軟件中進行相應地加載和求解，提取鋼管立柱的相應計算結果如圖4所示。

圖3 第3排鋼管立柱計算模型（單位：kN）

圖4 鋼管立柱組合應力計算結果（單位：MPa）

鋼管的回轉半徑為：

式中，D為鋼管外徑（m）；d為鋼管內徑（m）。

長細比為：

查《鋼結構設計規范》表 C-2［11］，得出穩定系數φ＝0.588。

計算壓桿的應力為：

Q235鋼容許應力為：軸向應力［σ］＝215 MPa，彎曲應力［σw］＝215 MPa，剪應力［τ］＝125 MPa。

考慮1.2倍安全系數，則鋼管柱軸向應力為1.2×81.0＝97.2 MPa＜215 MPa。由于鋼管立柱只承受豎向荷載作用，因此可將其受力問題看作壓桿穩定性問題。通過計算結果，得出鋼管立柱的強度和穩定性均滿足相應要求。

3．4 基樁驗算

每根中支點鋼管立柱下布置3根φ40 cm預應力混凝土管樁，邊支墩置于承臺上，故僅對中支點鋼管立柱下的基樁進行承載力計算。由計算結果表明鋼管立柱最大支反力為1 535.3 kN。鋼管立柱下設置C30混凝土基礎，單個基礎尺寸為2 m×2 m×1 m，基礎自重為4×26＝104.0 kN，故單樁承受的最大荷載為（1 535.3+104.0）／3＝546.4 kN。

土層資料如表3所示，最小樁長中間計算結果摩阻力、樁基總重見表4。

表3 土層資料

表4 最小樁長中間計算結果摩阻力、樁基總重

計算結果表明，單樁軸向受壓承載力滿足相應規范要求。

4 結論

本文介紹了相關工程概況，對支架方案進行了詳細闡述，并通過有限元軟件對貝雷梁支架、型鋼橫梁和其下的鋼管立柱等分別進行了受力和變形驗算分析。計算結果表明了該支架的強度、剛度和穩定性均能滿足相應規范要求，從而驗證了本工程中設計的支架方案是科學合理的。此外，該支架的彈性變形和非彈性變形量較小，從施工的效果來看，箱梁的整體施工質量較好，其高程和平面位置均得到精確控制，可為同類工程施工提供參考。