桁架钢管桩承载力计算书

合集下载

钢管架承重支撑荷载计算

钢管架承重支撑荷载计算采用Φ48×钢管，用扣件连接。

1.荷值计算：钢管架体上铺脚手板等自重荷载值㎡钢管架上部承重取值 KN/㎡合计： KN/㎡2. 钢管架立杆轴心受力、稳定性计算根据钢管架设计，钢管每区分格为×1=㎡，立杆间距取值米，验算最不利情况下钢管架受力情况。

则每根立杆竖向受力值为：×= KN现场钢管架搭设采用Φ48钢管，A=424㎜2钢管回转半径：I =[(d2+d12)/4]1/2 =㎜钢管架立杆受压应力为：δ=N/A=424= ㎜2安钢管架立杆稳定性计算受压应力：长细比：λ=l/I =1500/I=;查表得：ø=δ=N/ ø A=424*= ㎜2< f = 205N/ ㎜2钢管架立杆稳定性满足要求。

3.横杆的强度和刚度验算其抗弯强度和挠度计算如下：δ=Mmax/w=(2400*1500)/(10*5000)=132/ ㎜2< f = 205N/ ㎜2其中δ----横杆最大应力Mmax-------横杆最大弯矩W-------横杆的截面抵抗距，取5000㎜3根据上述计算钢管架横杆抗弯强度满足要求。

Wmax=ql4/150EI=(2200*15004 /1000)/(150*2060*100**1000)= ㎜< 3㎜其中Wmax-----挠度最大值q---------均布荷载l----------立杆最大间距E---------钢管的弹性模量，×100 KN/ ㎜2I---------截面惯性距，×100 ㎜4根据上述计算钢管架横杆刚度满足要求.4.扣件容许荷载值验算。

本钢管架立杆未采用对接扣件连接，只对直角、回转扣件进行演算，计算时取较大值（×1=㎡），立杆间距取值米，验算最不利情况下钢管架扣件受力情况。

1.5×= KN< 5 KN根据建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范可知每直角、回转扣件最小容许荷载5 KN，满足施工要求。

大型桁架模板受力计算(最新版)

中交第一航务工程局第五工程有限公司模板受力计算书（胸墙模板）单位工程：锦州港第二港池集装箱码头二期工程计算内容：胸墙模板计算编制单位：主管：计算：审批单位：主管：校核：锦州港第二港池集装箱码头二期工程胸墙模板计算书一、设计依据1.中交第一航务工程勘察设计院图纸2.《水运工程质量检验标准》JTS257-20083.《水运工程混凝土施工规范》JTJ268-964. 《组合钢模板技术规范》（GB50214－2001）5. 《组合钢模板施工手册》6. 《建筑施工计算手册》7. 《港口工程模板参考图集》二、设计说明1、模板说明在胸墙各片模板中，1#模板位于码头前沿侧，浇筑胸墙高度为3.15m，承受的侧压力最大，同时胸墙外伸部分的重量也由三角托架来承受，因此选取1#模板来进行计算。

1#模板大小尺寸为17.9m（长）×3.15m（高）。

采用横连杆、竖桁架结构形式大型钢模板面板结构采用安装公司统一的定型模板，板面为5mm钢板制作，背后为50×5竖肋。

内外横连杆采用单[10制作，间距为75cm；桁架宽度为650cm，最大水平间距75cm，上弦杆采用背扣双[6.3，下弦杆为双∠50×50×5，腹杆为方管50×5。

2、计算项目本模板计算的项目⑴模板面板及小肋⑵模板横连杆的验算。

⑶模板竖桁架的验算。

⑷模板支立的各杆件的验算。

模板计算1、混凝土侧压力计算混凝土对模板的最大侧压力： Pmax = 8K S +24K t V 1/2=8×2.0+24×1.33×0.57½=40.1kN/m ² 式中: Pmax ——混凝土对模板的最大侧压力Ks ——外加剂影响系数，取2.0Kt ——温度校正系数 10℃时取Kt ＝1.33 V ——混凝土浇筑速度50m 3/h ，取0.57m/h 砼坍落度取100mm＝＝倾倒侧P P P m ax 40.1+6×1.4=48.5 kN/m ²取50KN/ m ²其中倾倒P 为倾倒砼所产生的水平动力荷载，取6kN/㎡×1.4=8.4kN/㎡。

桁架承重架设计计算书

桁架承重架设计计算书桁架承重架示意图(类型一）二、计算公式荷载计算：1。

静荷载包括模板自重、钢筋混凝土自重、桁架自重（×1。

2)；2。

活荷载包括倾倒混凝土荷载标准值和施工均布荷载(×1。

4）.弯矩计算: 按简支梁受均布荷载情况计算剪力计算：挠度计算：轴心受力杆件强度验算：轴心受压构件整体稳定性计算：三、桁架梁的计算桁架简支梁的强度和挠度计算1.桁架荷载值的计算。

静荷载的计算值为 q1 = 62.18kN/m.活荷载的计算值为 q2 = 16.80kN/m.桁架节点等效荷载 Fn = —39.49kN/m.桁架结构及其杆件编号示意图如下:1 2 34 5 67 8910 1112 13 1415 161718 1920 21 2223 2425q100010001000桁架横梁计算简图2。

桁架杆件轴力的计算。

经过桁架内力计算得各杆件轴力大小如下：0 105 -52-139 0 83-26 -26-39-52 -52-27 0 -2752 52-39-52 10583 0-139-26 -26100010001000桁架杆件轴力图桁架杆件轴力最大拉力为 Fa = 105。

31kN. 桁架杆件轴力最大压力为 Fb = -139。

62kN.3.桁架受弯杆件弯矩的计算.2.468 2.468 2.468 2.468 2.468 2.468100010001000桁架横梁受弯杆件弯矩图桁架受弯杆件最大弯矩为M = 2。

468kN。

m桁架受弯构件计算强度验算= 18.095N/mm钢架横梁的计算强度小于215N/mm2，满足要求！4.挠度的计算。

最大挠度考虑为简支梁均布荷载作用下的挠度0.425 0.425 0.425 0.425 0.425 0.425100010001000桁架横梁位移图简支梁均布荷载作用下的最大挠度为 V = 0。

425mm.钢架横梁的最大挠度不大于10mm，而且不大于L/400 = 1。

矩形桁架计算单(按2米桁高检算)

简易桁架计算单钢桁架上、下弦均采用两根[10槽钢，连接系均采用632×4mm 的角钢。

钢桁架采用在桥台后散拼，拖拉架设的方案。

32米跨的桁架采用3节拼接而成，24米跨的桁架采用2一、截面计算[10 A=12.7cm 2 Ix=198cm 4 Ix=4×(198+902×12.7)=412272cm 4Wx=Ix/90=4581cm 3二、最大悬臂状态下，钢桁架的受力计算 1、荷载计算：钢架自重：q1=0.75kg/cm钢架承受的总荷载：q=q1*1.6=1.2kg/cm,考虑到现场施工的偏差及施工中的其它荷载，为保证安全取安全系数为1.6。

2、支座反力计算(设A 点反力H A ，V A ；B 点反力V B ) V B ×5600-0.5×1.2×88702=0 V B =8430kg V A =1.2×8870-8430=2214kg 3、剪力、弯矩计算（1）剪力q =2Kg/cm以BC 段为隔离体,QB 右=1.2×3270=3924kg QB 左=-(8430-3924)=-4506kg(方向与QB 右相反) 同理得QA=2214kg 剪力图如右图示。

（2）弯矩以BC 段为隔离体，求得Mmax=0.5×1.2×32702=6415740kg ·cm 同样求得AB 段最大弯矩，Mmax=2026638kg ·cm 弯矩图如下图示：4、BC 段强度、刚度检算（1）强度检算σ=Mmax/ Wx ＝6415740/4581=1401kg/cm 2<[σ]=1700 kg/cm 2 （2）刚度检算最大悬臂时的最大挠度经计算为32cm 。

5、下弦杆局部受弯计算在桁架最大悬臂时，假定桁架的重力全部作用于下弦杆的2米节间，剪力图2214-45063924CBA++-弯矩图10692900CBA3377730将此2米作为简支梁计算，受2.6t的集中荷载。

架体及楼板承载力计算书

附件一架体及楼板承载力计算书碗扣架架管参数：截面积A=424 mm2，抗剪、抗弯、抗拉强度取205 N/mm21、计算概况：取中间弦杆部分架体进行计算，当中间的上、下弦杆均落在脚手架上时。

下弦杆均取1.6吨重（参考《宴会大厅屋顶钢结构分项工程》），中间钢桁架计算长度取10m，钢桁架下弦杆线荷载。

宴会大厅楼板为200mm厚C30混凝土，下铁为HRBφ12@150，HRBφ边部上铁为14@150。

qGK1=3.2×1000×10/1000/10=3.2KN/m施工荷载取1KN/m2，线荷载qHK1=1×1.2=1.2 KN/m则荷载设计值Q=1.0×3.2×1.2+1.0×1.2×1.4=5.52 KN/m1.1横杆计算横杆受到荷载，脚手板自重取0.35KN/m2，施工荷载取1KN/m2，则荷载设计值Q=1.0×0.35×1.2+1.0×1.0×1.4=2.184 KN/m1）横杆抗剪计算横杆端部受到剪力V=ql/2=2.184×1.2/2=1.310 KN横杆抗剪强度f=1.310×1000/424=3.09<205 N/mm2满足要求。

2）横杆抗弯计算横杆中部受到弯矩M=q×l2/8=2.184×1.22/8=0.393 KN·m横杆抗剪强度f=M/W=0.393×106/5077=77.43 N/mm2 <205 N/mm2满足要求。

1.2立杆稳定性验算沿钢桁架方向每3跨立杆设置一根立杆，以防止碗扣横杆承载力不够。

立杆承载力N=5.52×1.2×3=19.87 KN，横杆步距h=1.2m如果考虑到高支撑架的安全因素，适宜由公式(1)计算= k1k2(h+2a) (1)lk2 ——计算长度附加系数，按照表2取值为1.000；公式(1)的计算结果：l0=1.163×1.000×(1.2+2×0.3)=2.093 m=2093/15.8=132 =0.386=19.87×1000/(0.386×424)=121.4 N/mm2，立杆的稳定性计算 < [f],满足要求!2、井架计算当钢桁架就位时由井架顶部的工字钢梁承担其荷载，而考虑最不利情况：工字钢梁的荷载全部传到离钢桁架近的立杆上（工字钢梁的支撑杆）。

钢管桩标准节设计承载力计算

钢管桩标准节设计承载力计算一、 φ630钢管桩钢管桩直径630mm ，壁厚8mm 。

考虑锈蚀情况，壁厚按照6mm 进展计算。

其截面特性为：回转半径ix=22.062cm考虑钢管桩横联间距为10米，即钢管桩的自由长度按10m 计算，钢管桩一端固定，一端自由，自由长度系数为2.0，那么计算长度为2*10=20m 。

钢管桩的长细比：λ=L/ix=20/0.22=90.7查?钢构造设计标准?表C--2得：φ=0.616考虑钢材的容许应力为［σ］=180MPa1.1 最大轴向力计算求得：935.1N KN1.2 横联计算根据以上计算结果，按照900KN 轴向力，180KN.m 弯矩来设计横联。

横联竖向间距为10米。

1.2.1 2［28a 横联采用2［28a 作为横联，按照最大长细比［λ］=100来控制。

强度复核：按照桩顶承受18KN 的水平力计算，由λ=100查?钢构造设计标准?表C--2得：φ=0.555那么采用2［28a 作为横联的时候，最大间距取4.6米。

1.2.2 φ42.6钢管横联采用φ42.6钢管横联〔考虑锈蚀，壁厚为4mm 〕作为横联，按照最大长细比［λ］=100来控制。

强度复核：按照桩顶承受18KN 的水平力计算，由λ=100查?钢构造设计标准?表C--2得：φ=0.555那么采用φ42.6作为横联的时候，最大间距取12米。

综上：横联长度在4.6米以下的采用2［28a 作为横联。

4.6米以上12米以下的采用φ42.6钢管作为横联。

12米以上的横联采用自行设计的桁架形式。

二、 φ820钢管桩钢管桩直径820mm ，壁厚10mm ，考虑锈蚀情况，壁厚按照8mm 进展计算。

其截面特性为：回转半径ix=28.78cm考虑钢管桩横联间距为10米，即钢管桩的自由长度按10m 计算，钢管桩一端固定，一端自由，自由长度系数为2.0，那么计算长度为2*10=20m 。

钢管桩的长细比：λ=L/ix=20/0.29=70.0查?钢构造设计标准?表C--2得：φ=0.75考虑钢材的容许应力为［σ］=180MPa2.1 最大轴向力计算求得：1508N KN2.2 横联计算根据以上计算结果，按照1500KN 轴向力，300KN.m 弯矩来设计横联。

4排单层贝雷桁架栈桥设计及验算书(钢管桩基础)

拟建栈桥计算书1、概述1.1 设计说明本工程项目拟建栈桥结构形式为4排单层贝雷桁架，使用900型标准贝雷花架进行横向联结，栈桥纵向标准设计跨径为12m，桥面系为桥面板；横向分配梁为I22，间距为0.75m；在横向分配梁纵向铺设I12.6工字钢，间距为0.24米，I12.6工字钢要花焊在I25横向分配梁上；桥面板采用δ=8mm钢板，与I12.6工字钢进行焊接；基础采用φ630×10mm钢管桩，按柱桩设计，为加强基础的整体稳定性，每排钢管桩间均采用[12号槽钢连接成整体，桩长9米，外包1.0米厚C25混凝土；墩顶横梁采用2工25a。

栈桥布置结构形式如下图1。

图1、栈桥一般构造图（单位：cm）栈桥桥墩按线路前进方向编号为1#～16#墩，从功能上分两种，分别为单排桩一般桩、双排桩制动桩，两种桥墩结构形式及功能说明如下：单排桩一般桩：单排、每排3根桩，桩中心间距2.2m,桩顶标高m，桩间设置横向连接系，桩顶设置双排I25a工字钢支撑贝雷架主梁，与贝雷架主梁间不连接，不传递纵向水平力。

双排桩制动桩：在1#、8#、9#和16#墩设置，共4处。

双排(中心排距3m)，每排3根桩，桩中心间距为2.2m，桩顶标高m，桩间设置横向连接系，桩顶设置双排I25a工字钢支撑贝雷架主梁，设置纵向拉杆固定贝雷架主梁以纵向水平力。

栈桥行车道两侧设置方木路缘，桥面两边设置钢管护栏，栏杆高度为1.1m，采用∠75×75×8角钢焊接在横向分配梁I25a工字钢上,每根分配梁上焊一根,主要电缆和通水管等设施搁置在上面,减少对栈桥交通的影响。

1.2 设计依据1）《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2004）2）《公路桥涵地基与基础设计规范》（JTJ024-85）3）《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》（JTJ025-86）4）《公路桥涵施工技术规范》（JTJ041—2000）1.3 技术标准1）设计顶标高；2）设计控制荷载：栈桥运营期间：施工重车荷载主要表现在9m3混凝土罐车，砼罐车自重20T+砼重22.5T，考虑1.4的动力系数，按照60T荷载对栈桥桥面分配梁I22a进行验算；考虑本栈桥桥位实际地理条件，其施工工艺利用50T履带吊车采用“钓鱼法”施工，50T履带吊自重50T+吊重25T，考虑车辆自重及1.3的车辆冲击系数，栈桥设计中选择100吨履带吊车荷载进行贝雷梁及承重梁的验算；3）设计行车速度10km/h。

桁架支撑计算

施工平台支撑验算支架搭设高度为7.4米，搭设尺寸为：立杆的纵距b=1.20m,立杆的横距l=1.20m,立杆的步距顶托下部h=1.50m, 采用2根50*100的方通。

方通下方为桁架。

1. 立杆计算：（1）荷载计算：取1 个计算单元:（1.2m*1.2m）立杆自重：7.4m*3.5kg/m=0.26kN；施工荷载取1 00kg/m 2；堆放荷载取1 00kg/m 2；水平杆作用在单根立杆上的重量为（5 道双向）：2.4*5*3.5kg/m=0.42kN ；单根立杆荷载总和为：N=2*1.44+0.26+0.42=3.6kN；（2）立杆稳定性验算：2A=4.24cm2, i=1.6cm计算长度l0=uh=1.75*1.5=2.6m入=l o/i=26O/1.6=162.5, © =0.29422f=N/ ① A=3.6/（424*0.294）=28.9N/mm2v[f]=215N/mm2满足要求。

2. 方通验算：按三跨连续梁计算：用SAP 200（进行计算，结果如下:最大挠度位于1.6m处，（双方通）挠度为14mm/2=7mm<3600mm/250=14.4mm满足要求。

（2）刚度验算：弯矩图如下（kN.m）:M max=3.54kN.m, W=15.52cm3;2 2f=M/W=3.54/ (2*15.52) =114N/mm2v[f]=215N/mm 2 满足要求。

(3) 支座反力：支座反力如下:3. 桁架验算:计算模型:a. Y-Z平面:内力计算结果为: 上部横杆计算结果为:F部横杆计算结果为:今.沪乜严1¥ ,OK J J |DEAO .-J aA^Jji ： ns 0iL (n>Q0m( Jffijjlc 7 OCCOfMOn (SieffiDOrrj)IPb. X-Y 平面:平行于X 轴杆件计算结果为:重住応抽甲笛JI 换 r 工住 |KKl,hi.C _2_Cut I EUM I |?dir|QdfiKhftn dlZ'JjLft) m 獲察當力Shear ¥2HgiOKFldt?^KDQmMimwrMl3^JSXEOmDnirfliM^Mm i(2 dir)OQOOQ^m& 幅iCDCOmFtf-iive ： i i -2 di =Ji_"c. X-Z 平面:内力计算结果为:d. Y-Z 平面内中间跨:内力计算结果为::毗.虫喚SZiZiija.IT IX |DUD*J 谄1 Jjt 価|材勺芦阳2堀』H3] ▼ |邙ngh j 凶Z * | ----- ormnoom[0 EDOODni} Jffi ： Lit IM ----- octnirom pi eocra^ * XTftt;-冃日和口幣味中p '?f +N, :Mwri 亦；讥冷："蚀"|莖住社訪事直_ I 新 ] 卫位|KKtn C杆件计算:横梁内力计算结果为：M=7.94kN.m刚度验算：F=M/W=7.94kN.m/477cm3=16.6N/mm2<215N/mm2型钢立柱验算：支座反力为:N=102.74kN2A=64.28cm , i=8.61cm, l=1.5m入=l/i=150/8.61=17, © =0.9862 2f=N/ ① A=102.74/(0.986*642.8)=16.2N/mm2v[f]=215N/mm满足要求。

三角桁架承载力验算书

三角桁架承载力验算书20m 空心板梁架桥机，采用高h=1.2m ，上宽0.25m ，下宽0.7m ，节间长度a=0.5m 的上弦式三角桁架，上弦由121251252⨯⨯∠及24kg/m 的轻轨组合而成，下弦由101001002⨯⨯∠组合，斜腹杆880802⨯⨯∠组成，竖腹杆由663632⨯⨯∠组合，节点板用20δ钢板由M20 8.8级高强度螺栓连接。

桁架验算如下：1、竖向轮压及横向水平力a ．竖向计算轮压P=Pq αβmax =1.05KN t 178.94)(61.964.109.1==⨯⨯⨯b ．每轮横向水平力T k =0.05⨯KN t 94.2)(3.04420==+ T=1.4KN T k 116.4=⨯2、在竖向轮压作用下杆件最大轴心力a 、上弦杆轴心力NO 1=P(KN aa h a P a a h a a a h a 2.74)444.186()444.1434443-=--=-⨯+⨯ D 2=KN a a P 285.188845.1178.941213)444.184(sin 1-=⨯⨯-=--α D 3=KN a a P 647.1838.1178.941213)444.182(sin 1=⨯⨯=-α D 4=KN a a P 01.179)444.180(sin 1-=--α ……D 19=KN aa P446.109)444.150(sin 1=-α D 20=KN aa P 807.104)444.148(sin 1-=--α D 21=KN aa P 171.100)444.146(sin 1=-α D 22=KN a a P 534.95)444.144(sin 1=--α d 、竖腹杆轴心力V 1=V 2=V 3……＝V 11＝V 12=P=94.178KN3、上弦杆的局部弯矩a ．上弦作为刚性支座连续梁计算M F CD =KN 5068.15.01.04.0178.942-=⨯⨯ M KN FDC 0274.65.04.01.0178.9422=⨯⨯=M m KN M M F D C F CD C ⋅=⨯+⨯=+=5671.1)0274.627.05068.1(5.0)27.0(5.0 M m KN M M F CD F CD D ⋅=⨯+⨯=+=2171.3)5068.127.00274.6(5.0)27.0(5.0 M m KN ⋅=-⨯--⨯⨯=64.55671.11.05.05671.12171.31.05.04.0178.941 NO KN a h P a a a a h a P 9.211)444.182(3)444.1414441(32-=--=-+⨯-= NO KN a a h a P 33.335)446.37(2.1178.945)444.178(53-=⨯-=-⨯-= NO KN a a h a P 492.444809.02.1178.947)444.174(74-=⨯⨯-=--= …… NO KN a a h a P8.79953636.02.1178.9419)444.150(1910-=⨯⨯-=--= NO KN a a h a P 075.809)444.146(2111-=--= b 、下弦轴心力 U KN a a a h a P 8343.144)226.40(2.1178.94)444.14242(21==-+⨯= U KN a a h a P 399.275)116.38(2.1178.94)444.180(42==-= U KN a a h a P 695.3916636.12.13178.94)444.176(63=⨯⨯=-= …… U KN a a h a P81.789)224.126(2.19178.94)444.152(189=-⨯=-= U KN a a h a P 221.806)116.22(2.15178.94)444.148(2010=⨯=-= U KN a a h a P 361.808)24.122(2.1178.94)444.144(2211=-=-= c 、斜腹杆轴心力 sin 22a h h +=ϕ 083.12.13.1sin 122==+=h h a α D KN a a P 922.192891.112178.9413)444.186(sin 11=⨯⨯=-=α b 、桁架挠度引起的弯矩上弦截面特性A 2198.7924.3137.242cm =+⨯=y cm 42.31=I 48642.374.4834.7232+⨯+=S +31.244225.267034.5cm =⨯ 下弦截面特性A 2252.3826.192cm =⨯= R KN A 466.9222)1.105.11(178.94=+= M m KN XC ⋅=⨯-⨯=296.9924.1178.949.11466.92 M m KN h A A A A I I M S S i ⋅=⨯+⨯+⨯=++⨯=1012052.3898.7952.3898.797.025.267025.2670296.9927.022211 d 、上弦节点与桁架腹杆连接偏心引起的弯矩M 3Q KN 1.8092= Q KN 5.8051= Q KN 1.7343= e 、杆件截面计算（1）上弦杆N=-809.075KN N KN 0788.621= M m KN XL ⋅=10 M m KN YL ⋅±=5145.0 上弦截面特性a 、平面内A=79.98cm 2 A 278.7698.7995.0cm n =⨯= I 425.2670cm X = I 444.256325.267096.0cm nx =⨯= W 3858.24873.1025.2670cm X ==W 3904.23873.1044.2563cm nx == i cm x 778.598.7925.2670== L cm X 50= 65.8778.550==x λ b 、平面外 A 224.31cm n = A 268.2924.3195.0cm ne =⨯=I 45.80cm ne = W 349.17cm xe =I 448.76cm ny = W 362.16cm nye =强度校核：M m KN Q A ⋅==385.5607.01M m KN Q C ⋅==637.5607.02M m KN Q G ⋅==387.5107.01M m KN M M C A L ⋅=+=⨯+⨯=7.9646.7055.227.05.027.05.02 M m KN M M M A C G F ⋅=++=⨯+⨯+⨯=515.9555.006.29.627.05.027.05.027.05.032 因为最大轴力布置时，最大轴力处没有集中荷载，所以： M m KN M XL ⋅==1024、横向水平载荷作用时，上弦附加内力及局部弯矩 M m KN M P T mc y ⋅=⨯±=±=455.43296.992178.94166.4max 上弦附加轴力 N KN d M y T 0788.627.0455.43max±=±== 上弦局部水平弯矩 M m KN Td XL ⋅±=⨯±=±=5145.045.0116.44 稳定性校核：上弦平面外长细比 i 198.795.80==y 150=y λ 856.0=φ1749051450024885810103124856.0620791998856.08090756+⨯+⨯+⨯=+++ye YL X XL C T W M W M A N A N φφ =118.2+23.2+40.2+29.4=211N/mm 2(2)其他杆件a 、下弦N=808.361KN A=2252.3826.19cm =⨯ 2/9.220385295.0808361mm N =⨯=σ ]/205[/2.199319.419.204.1051662051450023890410102968620797678809075226m m N f m m N W M W M A N A N nye YL nx XL ne T n =<=+++=+⨯++=+++c 、腹杆N KN D 922.1921+= A=2272.2186.10cm =⨯ 23/1052172838.010922.192mm N =⨯⨯=σ N KN D 185.1882-= A=2272.2186.10cm =⨯ 2/1032172838.0188285mm N =⨯=σ 竖杆 N=94.178 A=2258.1429.7cm =⨯ 2/89.83145877.094178mm N =⨯=σ f 、疲劳强度N KN N U 361.80811max == 桁架结构自重取q=1.372KN/m M m KN ql ⋅=⨯⨯==006.8322372.18181220 N KN h M 172.69/00min == 23min max /84.191385269172385210361.808mm N =-⨯=-=∆σσσ a 21022/118][/92.9582.1915.06mm N mm N f =∆<=⨯=∆⨯σσ。

悬挑结构钢管桁架计算书

悬挑结构钢管桁架计算书A、计算单元的截取由于最大悬臂梁截面尺寸为400×700，取该处一榀桁架作为计算单元。

B、荷载标准值1、施工人员及设备荷载：3.0 KN/m22、新浇筑混凝土自重：24 KN/m33、每立方米混凝土中钢筋自重：楼板按1.1KN；梁按1.5KN4、模板及支架自重：1.1 KN/m25、每榀桁架自重：Φ48×3.5钢管38.4N/m；旋转扣件14.6NC、荷载及内力计算n按规范（GBJ 9-87）中公式s=r G C G C k+φ∑r Qi C Qi Q ik，取施工人员及施工设备荷I=1载为可变荷载，分项系数r Qi=1.4；其它按永久荷载考虑取分项系数r G=1.2。

计算单元三角桁架挑柱@600封口梁挑梁框架梁框架柱桁架布置示意图1、施工人员及设备荷载：1.8×0.6×3=3.24KN2、新浇筑混凝土自重：（0.4×0.7×1.8+0.3×0.7×0.2+1.5×0.2×0.2）×24=14.544KN3、每立方米混凝土中钢筋自重：1.8×0.6×0.2×1.1+（0.4×0.7×1.8+0.3×0.7×0.6）×1.5=1.183KN4、模板自重：1.8×0.6×1.1=1.188KN5、每榀桁架自重：0.0384×13.8+0.0146×30=0.968KNS=1.2×（14.544+1.183+1.188+0.968）+0.85×1.4×3.24=25.32KN计算可得R A=10.54KN，R B=9.86KN，R C=4.92KN，可得出桁架杆件最大轴力N A=10.82KN。

D、验算钢管长细比λ=L0／i=1071/15.78=67.9，小于《钢结构设计规范》规定的对主要受力构件允许长细比[λ]=150。

桁架梁承重架计算书

梁模板扣件钢管高支撑架计算书计算依据《建筑施工模板安全技术规范》(JGJ162-2008)。

计算参数:模板支架搭设高度为9.2m ，梁截面 B ×D=600mm ×2000mm ，立杆的纵距(跨度方向) l=0.50m ，立杆的步距 h=1.00m ，梁底增加1道承重立杆。

面板厚度10mm ，剪切强度1.4N/mm 2，抗弯强度15.0N/mm 2，弹性模量6000.0N/mm 2。

木方40×80mm ，剪切强度1.7N/mm 2，抗弯强度17.0N/mm 2，弹性模量10000.0N/mm 2。

梁两侧立杆间距 1.00m 。

梁底按照均匀布置承重杆3根计算。

模板自重0.50kN/m 2，混凝土钢筋自重25.50kN/m 3，施工活荷载2.00kN/m 2。

扣件计算折减系数取1.00。

922图1 梁模板支撑架立面简图按照规范4.3.1条规定确定荷载组合分项系数如下：由可变荷载效应控制的组合S=1.2×(25.50×2.00+0.50)+1.40×2.00=64.600kN/m 2 由永久荷载效应控制的组合S=1.35×24.00×2.00+0.7×1.40×2.00=66.760kN/m 2由于永久荷载效应控制的组合S 最大，永久荷载分项系数取1.35，可变荷载分项系数取0.7×1.40=0.98采用的钢管类型为48×3.5。

一、模板面板计算面板为受弯结构,需要验算其抗弯强度和刚度。

模板面板的按照多跨连续梁计算。

作用荷载包括梁与模板自重荷载，施工活荷载等。

1.荷载的计算：(1)钢筋混凝土梁自重(kN/m)：q 1 = 25.500×2.000×0.500=25.500kN/m(2)模板的自重线荷载(kN/m)：q 2 = 0.500×0.500×(2×2.000+0.600)/0.600=1.917kN/m(3)活荷载为施工荷载标准值与振捣混凝土时产生的荷载(kN)：经计算得到，活荷载标准值 P 1 = (0.000+2.000)×0.600×0.500=0.600kN考虑0.9的结构重要系数，均布荷载 q = 0.9×(1.35×25.500+1.35×1.917)=33.311kN/m 考虑0.9的结构重要系数，集中荷载 P = 0.9×0.98×0.600=0.529kN面板的截面惯性矩I 和截面抵抗矩W 分别为:本算例中，截面惯性矩I 和截面抵抗矩W 分别为:W = 50.00×1.00×1.00/6 = 8.33cm 3；I = 50.00×1.00×1.00×1.00/12 = 4.17cm 4；A计算简图0.080弯矩图(kN.m)剪力图(kN)变形的计算按照规范要求采用静荷载标准值，受力图与计算结果如下：27.42kN/mA变形计算受力图0.018经过计算得到从左到右各支座力分别为N 1=1.963kNN 2=5.710kNN 3=5.169kNN 4=5.710kNN 5=1.963kN最大弯矩 M = 0.080kN.m最大变形 V = 0.352mm(1)抗弯强度计算经计算得到面板抗弯强度计算值 f = 0.080×1000×1000/8333=9.600N/mm 2面板的抗弯强度设计值 [f]，取15.00N/mm 2；面板的抗弯强度验算 f < [f],满足要求!(2)抗剪计算 [可以不计算]截面抗剪强度计算值 T=3×3033.0/(2×500.000×10.000)=0.910N/mm 2截面抗剪强度设计值 [T]=1.40N/mm 2抗剪强度验算 T < [T]，满足要求!(3)挠度计算面板最大挠度计算值 v = 0.352mm面板的最大挠度小于150.0/250,满足要求!二、梁底支撑木方的计算（一）梁底木方计算按照两跨连续梁计算，最大弯矩考虑为静荷载与活荷载的计算值最不利分配的弯矩和，计算公式如下:均布荷载 q = 5.710/0.500=11.421kN/m最大弯矩 M = 0.125ql 2=0.125×11.42×0.50×0.50=0.357kN.m最大剪力 Q=0.625×0.500×11.421=3.569kN最大支座力 N=1.25×0.500×11.421=7.138kN木方的截面力学参数为本算例中，截面惯性矩I 和截面抵抗矩W 分别为:W = 4.00×8.00×8.00/6 = 42.67cm 3；I = 4.00×8.00×8.00×8.00/12 = 170.67cm 4；(1)木方抗弯强度计算抗弯计算强度 f=0.357×106/42666.7=8.37N/mm 2木方的抗弯计算强度小于17.0N/mm 2,满足要求!(2)木方抗剪计算 [可以不计算]最大剪力的计算公式如下:Q = 0.625ql截面抗剪强度必须满足:T = 3Q/2bh < [T]截面抗剪强度计算值 T=3×3569/(2×40×80)=1.673N/mm 2截面抗剪强度设计值 [T]=1.70N/mm 2木方的抗剪强度计算满足要求!(3)木方挠度计算均布荷载通过上面变形受力图计算的最大支座力除以跨度得到9.400kN/m最大变形 v =0.521×9.400×500.04/(100×10000.00×1706666.8)=0.179mm木方的最大挠度小于500.0/250,满足要求!三、梁底支撑钢管计算(一) 梁底支撑横向钢管计算横向支撑钢管按照集中荷载作用下的连续梁计算。

(2021年整理)管支撑架荷载计算书

（完整）管支撑架荷载计算书编辑整理：尊敬的读者朋友们：这里是精品文档编辑中心，本文档内容是由我和我的同事精心编辑整理后发布的，发布之前我们对文中内容进行仔细校对，但是难免会有疏漏的地方，但是任然希望（（完整）管支撑架荷载计算书）的内容能够给您的工作和学习带来便利。

同时也真诚的希望收到您的建议和反馈，这将是我们进步的源泉，前进的动力。

本文可编辑可修改，如果觉得对您有帮助请收藏以便随时查阅，最后祝您生活愉快业绩进步，以下为（完整）管支撑架荷载计算书的全部内容。

管支撑架荷载计算书一、计算依据本计算数参照以下规范及专业书籍进行编制。

《建筑施工计算手册》江正荣著中国建筑工业出版社;《建筑施工手册》第四版中国建筑工业出版社、《钢结构设计规范》GB50017—2003 中国建筑工业出版社；《建筑结构荷载规范》GB50009—2001中国建筑工业出版社;《建筑施工脚手架实用手册(含垂直运输设施）》中国建筑工业出版社；《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130—2001 中国建筑工业出版社;《建筑地基基础设计规范》GB50007—2002中国建筑工业出版社;《建筑施工安全检查标准》JGJ59—99中国建筑工业出版社。

支撑高度在4米以上的钢管支撑架被称为扣件式钢管高支撑架，对于高支撑架的计算规范存在重要疏漏，使计算极容易出现不能完全确保安全的计算结果.本计算书编写还参考了《施工技术》2002.3.《扣件式钢管模板高支撑架设计和使用安全》一文,供脚手架设计人员参考。

二、计算参数1、桁架结构荷载主站房总重424674kg,面积S=118。

6＊44.7=5301。

42m2候车楼总重264125kg，面积S=100.6＊43.4=4366。

04m2则钢管荷载主站房为最大荷载：施工均布荷载2、钢管截面特征：（钢号：Q235，B类）钢管规格(mm）：Ф48×3.2;单位重量q g（kN/m）:0.0347;截面积A（cm2）：4。

桁架基础计算书

桁车轨道基础计算书一、基本参数桁架起重设备采用2*10T 的桁车，最大起重总量为5T 。

桁架间距为20m,桁吊净高为6.5m ，下拉柱采用H500*下立柱为H500x250x8x16型钢，上立柱为HN346x174x6x9型钢，轨道承重横梁为H500x300x8x16型钢，横梁为HN346(局部550-346)x174x6x9，分配梁为16#C 型钢@1250mm ，顶棚采用0.326mm 厚压型瓦。

在厂家加工制作，试拼无误后运至现场，由专业安装队伍负责安装。

龙门吊基础为浅埋钢筋混凝土条形基础，混凝土标号为30C ，纵向钢筋材质为335HRB ，顶部纵向钢筋为8根直径Φ12，底部纵向钢筋为9根直径Φ16。

桁架基础的截面尺寸见下图：桁架基础截面图1e桁车结构图2(1)相邻基础的轨道（8m）作用在立柱传递到基础的力：P2=105*8*9.8*0.5=4116N=4.116KN(2)横梁（HN346x174x6x9）作用在立柱基础力：P2=41.8*20*9.8*0.5=3686N=4.573KN（3桁车自重约为20t，根据现场实际情况最大起重重量约为5t，故该桁车对基础的最大轮压为：P3=20*9.8/4+5*9.8/2=73.5 KN(4）立柱自重作用：P4=92.2*8*6.5*9.8+41.8*2.5*9.8=6897.24N=6.897KN作用在条形基础的力P4 = P1+ P2+P3+P4=89.086KN为简化计算，将龙门吊一端轮压处的受力简化如下图所示：基础受力图2二、轨道验算1、轨道基础底面承载力验算按轴心荷载作用时计算轨道单个轮轴处底面压力（取条形基础长度2m范围进行计算）。

上部存放预制梁传至基础顶面的竖向力值：FK=P=89.086KN基础自重（取2m范围内的基础自重）：GK=1.75*25=43.75KN其中1.75m为条形基础2m范围内的混凝土方量。

基础底面积：A=2*2=4m2故：相应于作用的标准组合时，基础底面处的平均压力值：P k =(P+GK)/A=(89.086+43.75)/4=33.21 KP<45 KP2、轨道梁截面抗弯承载力计算桁车基础截面弯矩为：M边=0.5*89.086/(2*2)*0.72 =5.46KN.m此时截面形式为翼缘位于受拉区的倒T型受弯截面，可按矩形双筋截面计算承载力。

钢筋桁架施工阶段计算书

ix i y Ix D 2 A2 4
150.00 mm 135.00 mm 4.91 mm^4 2.50 54.00 0.84 <fy',稳定性满足要求！
x y
lox loy ix iy
由λ 查得a类截面轴心受压构件稳定系数φ = 下弦杆稳定验算： N 178.26 N/mm^2 A2
三跨连续模板施工阶段验算 1、基本数据结构重要性系数：永久荷载分项系数：可变荷载分项系数： Ln 模板净跨：模板在梁上的支承长度：a= LO 模板计算跨度；混凝土楼板厚度：h= 混凝土容重：γ = 模板计算宽度：b= 钢筋弹性模量： Es 0.9 1.2 1.4 4200 0 4200 130 25 188 190000 模板型号： TD6-100 h t 桁架高度 100 mm D1 上弦钢筋直径： 12 mm D 下弦钢筋直径： 10 mm 2 D 腹杆钢筋： 5 mm c C2 下保护层厚度： 15 mm I0 模板截面惯性矩： 412400 mm^4 ' fy 钢筋抗压强度设计值： 360 N/mm^2 f 钢筋抗拉强度设计值： 360 N/mm^2 y f yk 钢筋强度标准植： 400 N/mm^2
A、跨中弦杆轴力： M N ht 0 上弦钢筋受压应力： N c A1 下弦钢筋受拉应力： N t A2 B、支座弦杆轴力：上弦钢筋受拉应力： M N B ht 0 上弦钢筋受拉应力： N t A1
18914.203 N
167.32 N/mm^2
<0.9fy',强度满足要求！
200.00 mm 180.00 mm 7.07 mm^4 3.00 mm
x y

钢管桩计算书

实用文档目录一、设计资料 ............................................................................................ 错误!未定义书签。

二、荷载计算 (1)三、钢管桩承载能力计算 (2)一、设计资料1.设计荷载汽车-202.材料钢管桩采用尺寸为Φ10.8cm×5mm，水泥砂浆采用M20砂浆。

3.计算方法极限状态法验算钢管桩承载能力4.设计依据（1）《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60—2004）；（2）《公路桥涵地基与基础设计规范》（JTG/T D63-2007）；5.计算工具桥梁博士二、荷载计算1.下部结构荷载盖梁：10.5m×1.7m×1.9m×26KN/m³=881.78KN墩柱：3.14×12m×0.8m×0.8m×2×26KN/m³=1254KN承台：3.3m×9.1m×2m×26KN/m³=1561.56KN综上计算得出的荷载总和平均分配到每个钢管桩的承载能力F=234.6KN三、钢管桩承载能力计算1.本次计算考虑桥梁原桩基完全失去承载能力的情况。

2.由设计资料可知，第一层土层侧摩阻力取55Kpa,土体承载能力取200Kpa；第二层土层侧摩阻力取120Kpa,土体承载能力取200Kpa。

3.桥梁博士计算结果如下:由计算结果可知钢管桩布置深度15m时，其容许承载能力为265.3KN>234.6KN,总体承载能力13816.4>12199KN,满足要求。

故钢管桩嵌入土体深度定为15m。

(完整版)第一部分钢管撑、钢围檩、工法桩型钢计算书

围护结构计算书一、钢支撑承载能力验算根据围护结构计算，5号通道与1号风亭中斜支撑长度22.2米, 支撑间距3.5米，斜撑与围护角度为45°，计算结果中第二道支撑轴力标准值341kN/m支撑轴力设计值为：341 X 1.25 x 3.5/sin(45 0)=2110kN/m二、工法桩H 型钢内力验算围护结构采用SMV工法桩，桩径850mm间距600mm工法桩内插H型钢，截面尺寸b x h x t i X t2为:300X 700X 13X 24mm 截面惯性矩：I = 1/12 x 300 x 7003-1/12 x (300-13) x (700-2 x24) 3=1946069925mm4根据围护结构计算书附件，7号通道与2号风亭弯矩标准值491kN xm/m,设计值M= 491 x 1.25 x 1.2 = 736.5kN x m/m(r = M/I x y o=736.5 x 106/1946069925 x 700/2=132.5N/mm i <215N/mrm 满足安全要求。

三、钢围檩内力验算围护结构钢围檩采用双榀I40b 工字钢，材质为Q345。

33截面系数:W x=2x 1140x 103mm3S x=2x671.2x 103mm3I x=2x22781x 104mm4t w=2x 12.5mm根据计算书附件，钢围檩所承受最大均布荷载为4号通道第二道支撑处，q k=397.4(N/mm), 设计值：q=397.4x1.25=497(N/mm)。

则围檩最大弯矩设计值为支座处，2M= 1 /12 x 497x 3500=507100000(NX mm/mm) 则围檩翼缘处最大拉、压应力为：(r = M/W=50710000/(2 x 1140000)=222 N/mn i< f=295N/mm2围檩抗拉设计强度满足要求围檩抗剪计算：T= V X S/( I x X t w)=497 x (3500/2) x 2X 671.2 x 103/(2 x 227810000X 2X 12.5)=102.5 N/mm2v f v=170N/mrii 围檩抗剪设计强度满足要求。