支架体系及临时支墩计算书
临时支墩计算书
附件一临时支墩计算一、设计方案根据钢箱梁分段安装的要求，分段吊装架设方法。
分段形式为“Z”形分段（见图附-1），为确保安装顺利进行，按分段口在每个分段接头处设临时支墩，起到临时支撑作用和调整作用。
图-1 钢梁分段图因城管部门不同意在月亮湾大道上浇筑墩砼基础，所以在月亮湾大道路面（结构为30cm厚的C40砼，满足方案中地基承载力85KPa要求）做临时支墩基础，路面（基础）上铺设钢板，并用膨胀螺栓与路面固定牢固。
考虑取消了90cm厚砼防撞基础，为了满足临时支墩的防撞安全要求，现改为在临时支墩靠近行车方向附近设置高1.2m和1.8m两种多排防撞墩（长120cm×宽60cm×高60cm的砼块拼接而成），并在防撞墩、临时支墩钢立柱上贴上反光导向标并挂设警示灯,以确保临时支墩及吊装完成的钢箱梁安全。
人行道上的临时支墩基础铺设钢板（厚度30mm）。
图-2 临时支墩横梁荷载位置图图-3梁受力图二、临时支墩验算1.荷载分析最重相邻两段钢箱梁重量：分别为104.0t(装上挑梁后的重量)吨和96.4t；每段梁设4个点受力，根据分段口形式（Z型分段）按最不利荷载计算:所以每个支点荷载：(96.4t+102.2t)/4=49.65t(视为恒载)；施工荷载为：5.0t(按恒荷载的0.1取施工荷载，视为活载)。
∴设计值P d=P g×γG+P q×γQ=671.2kN。
即所每个点总荷载G=671.2kN(沙箱压力值)。
由于每根钢管立柱设于梁正下方，根据图-4解钢管柱轴心压力：=0由ΣMB得支座反力（临时支墩墩柱的静载）: R=61.2t(钢管柱A轴心压力)A=0由ΣMA得支座反力（临时支墩墩柱的静载）: R=73.6t(钢管柱B轴心压力)B2.临时支墩立柱计算由荷载分析设轴心压力的设计值N=736kN。
3.临时支墩横梁计算采用4根H350×250×9×14型钢，每条L=7.84m ，支点距4.0m,视为简支梁，见图。
支架体系及临时支墩计算书
跨牤牛河32.6+48+32.6m 连续梁 支架体系及临时支墩计算书一、0#块支架体系检算 1．支架设计0＃块采用φ48mmWDJ 碗扣型多功能钢管脚手架搭设满堂支架现浇，支架直接支承于承台顶面。
立杆配置可调底座，立杆横桥向间距：翼缘板下为（4×90+60）cm 、腹板下为（4×30）cm 、底板下为（5×60）cm ，立杆顺桥向间距为（17×60）cm 。
横杆步距全为120cm 。
顶杆配置顶托，顶托上设10×12cm 纵向分配方木，其上设10×10cm 横向分配方木，横向方木间距30cm （腹板下为20cm ）。
具体布置见《跨牤牛河连续梁0#支架布置图》。
底模采用胶合板，侧模、翼缘板采用挂篮模板，内模（横隔板模板划定为内模）采用组合钢模板，堵头模板采用自制大块钢模板。
外模大楞采用[10槽钢对口焊接而成，间距80cm 。
内模大楞采用10×10cm 方木，间距80cm ；横隔板内模大楞间距控制在50cm 左右，拉杆采用φ20精轧螺纹钢筋。
主要检算翼缘模板、底模板及横向分配方木、侧模板及背方、纵向分配方木、立杆的强度稳定性。
2．荷载情况模板计算荷载包括：模板及支架自重；新浇砼自重（含钢筋重量）；施工人员及施工设备荷载；新浇砼对模板侧压力、倾倒砼时产生的荷载及振捣产生的荷载。
模板、支架等自重：21/2m KN q =；新浇钢筋砼自重：32/26m KN q =； 施工人员及运输机具荷载： 23/5.2m KN q = 新浇砼对模板产生的侧压力按2121022.0υββγt p =和H p γ=计算，取二式中的较小值。
倾倒混凝土时产生的竖向荷载：24/0.2m KN q =； 振捣混凝土时产生的竖向荷载: 25/0.2m KN q =； 振捣荷载，对垂直面每平方米按KPa 0.4计算；3．模板面板检算面板检算取翼缘板根部及最大截面箱梁腹板对应处底板模板。
临时支撑及现浇段支架计算书(精)
临时支撑及现浇段支架计算书1、计算方法本方案所有施工临时结构均采用容许应力法设计，根据《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2004）第4.1.8条规定，“结构构件当需进行弹性阶段截面应力计算时，除特别指明外，各作用效应的分项系数及组合系数应取为1.0”。
2、计算依据（1）《建筑结构荷载规范》（GB 50009-2001）；（2）《钢结构设计规范》（GB 50017-2003）；（3）《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2004）；（4）《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》（JTJ 025-86）；（5）《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ 162-2008）；（6）《建筑施工碗扣式钢管脚手架安全技术规范》（JGJ 166-2008）；（7）《桥梁悬臂施工与设计》，雷俊卿主编，北京：人民交通出版社，2000年5月第1版。
3、荷载标准值（1）钢筋混凝土自重荷载标准值26kN/m3，落叶松自重荷载标准值7kN/m3，其他型钢每米自重标准值按相关型钢表取用；（2）施工人员及设备荷载标准值，计算面板及直接支撑面板的小楞时取2.5kN/m2，计算支撑小楞的大楞及支架立杆时取1.5kN/m2；（3）振捣混凝土产生的荷载标准值，对水平模板取2kN/m2，对垂直模板取4kN/m2；（4）倾倒混凝土产生的荷载标准值，对垂直模板取2kN/m2。
（5）风荷载标准值按苏州地区10年一遇基本风速计算，参考英国桥梁规范《BS5400》（见《桥梁悬臂施工与设计》中第106～108页及《BS5400》中Part2.Specification for loads第17页“5.3.5 Nominal vertical windload”相关部分），当风荷载对连续梁梁体产生的竖向力攻角小于1°时，竖向风力系数可取为0.4。
4、材料容许承载力（1）根据《建筑施工模板安全技术规范》，竹胶合模板抗弯强度设计值为35Mpa，极限状态法与容许应力法相比，在表达式中增加了荷载分项系数及组合值系数，按最大的活载分项系数1.4考虑，则以极限状态法对应的强度设计值除以1.4作为容许应力法的容许强度值，即竹胶合模板容许弯曲强度取25Mpa；弹性模量为9.9×103Mpa。
墩身脚手架计算书
墩身脚手架计算书一、概况廖家沟大桥墩身脚手架均采用外径48mm, 壁厚3.6mm的3号钢焊接钢管, 立杆横距0.8m, 立杆纵距1.5m, 脚手架步距1.8m, 支架在施工区域搭设脚手板和安全网, 考虑墩身高度需搭设脚手架最大高度为18m。
二、计算计算过程及数据参考《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》（1）脚手架荷载:支架自重: gk=0.1295（KN/m）脚手板自重: 0.35（KN/㎡）栏杆、挡脚板自重: 0.17（KN/m）施工均布荷载: 3.0（KN/㎡）钢管截面模量: 5.26×10³（mm³）Q235钢抗拉、抗压和抗弯强度设计值: [f]=205（N/mm²）钢材弹性模量: E=2.06×105（N/mm²）钢管惯性矩: I=12.71cm4（2）纵向水平杆验算：可看作4跨连续梁, 纵向水平杆作为横向水平杆支座, 脚手板支撑在横向水平杆上, 横向水平杆的集中荷载传到支座, 纵向水平杆承受脚手板、挡脚板、安全网（可忽略）、施工荷载等荷载, 近似按均布荷载考虑。
则自重产生的弯矩：MGK=0.107qL²=0.107×（0.35×0.8+0.17）×1.5² =0.108（KN·m）施工荷载产生的弯矩: MQK=0.107×（3.0×0.8）×1.5²=0.578（KN·m）总弯矩: M=1.2MGK+1.4MQK=1.2×0.108+1.4×0.578=0.9388（KN·m）抗弯强度: σ=M/2W=0.9388×106/2×5.26×10³=89.2（N/mm²）＜[f]=205（N/mm ²）；满足要求。
挠度: ω=0.632qL4/100EI=0.632×（0.35×0.8+0.17+3.0×0.8）×0.5×1.54×1012/100×2.06×105×12.19×104 =1.81（mm）＜[ω]=L/150=10(mm)；满足要求。
连续梁支架、支墩、挂蓝检算
京沪高速铁路XX特大桥跨XXX省道连续梁0号块支架、临时支墩、挂篮检算（XXX+XXX～XXX+XXX段）编制：复核：审核：中铁X局XX高速铁路土建工程X标段X工区二XXX年X月XX特大桥跨XXX省道连续梁0号块支架、临时支墩、挂篮检算书一、支架总体设计方案XX特大桥跨XXX省道连续梁0号块采用在支架上现浇，支架采用碗扣式钢管脚手架拼装组成，支架均采用外径υ48mm、壁厚δ=3.5mm标准杆件进行组装，支架顺桥向立杆间距60cm，横桥向立杆翼缘板处间距90cm，底板处间距60cm，腹板处间距为30cm，横杆步距120cm。
支架底托直接支撑在已处理的地基硬化混凝土表面，所有支架应依据搭设高度设置剪刀撑。
立杆顶端安装可调式顶托，梁高4.5m变化段托梁上设I22a工字钢横梁，横梁上顺桥向搭设6榀桁架调整梁底标高，桁架上横桥向搭设间距为30cm的10×12×600cm方木，方木上铺设1.8cm 的竹胶板作为底模。
梁高不变化段，在桥墩顶帽上顺桥向设I22a，间距为50cm，其上横桥向设I22a作为横向分配梁，间距为50cm，顶上设[10作为纵向分配梁并用其把两边梁高变化段的桁架连接起来，上边铺设方木和竹胶板。
施工前对支架地基原地面进行换填处理，从原地面至承台加台顶范围内土体全部挖出后换填碎石垫层，碎石垫层要求采用压路机逐层碾压，其压实度要求达95％以上，分层厚度不超过30cm，整平碾压密实，确保地基承载力大于300Kpa，必要时可现场做地基承载力试验。
碎石垫层填筑完成后浇注25cm厚C20混凝土找平硬化后可直接支撑支架底座。
0号块支架设计如附图所示。
支架搭设完成后在其顶面满铺木板做堆载预压，预压荷载取梁重的1.3倍，现浇箱梁梁重664.2t，则预压荷载为863.5t，预压荷载采用袋装砂石。
预压要求分四级进行：一级50%；二级75%；三级100%；四级130%，每一级加载后要持载10分钟，并对支架各测量点进行观测，详细记录各测量点的沉降数据，对各测量点的沉降量做回归分析，分析支架下沉的理论曲线，预测出支架的最终沉降量，用于指导梁节立模。
过街天桥钢箱梁吊装施工临时支墩受力计算书
过街天桥钢箱梁吊装施工临时支墩受力计算书1、支架型式支架采用空间桁架式格构柱，柱高4.44m,柱的四个主肢采用HN250*250*9*14mm热轧H型钢，H型钢中心到中心的距离为1950×1950mm(包边尺寸为2200×2200mm)，支柱顶部采用对角交叉设置的20#工字钢，工字钢顶部采用16mm厚钢板联为整体，支柱的斜腹杆为角钢100×100×10mm，H型钢单肢最大长度为2000mm。
具体型式尺寸见下图。
支架四肢底部采用300×300×16mm钢板作为垫板。
2、荷载计算按最长也是最重的24m梁段进行计算，该段梁重39t，以其1/2的荷载并按1.2的动载系数计算，则作用在支架顶部的计算荷载为：19.5*1.2*9.8=229.32kN。
3、支架截面参数3.1 单肢：HN250*250*9*14mm截面参数截面积:A i=92.2cm2 惯矩：I ix=10800cm4, I iy=3650cmm4回转半径： i x=10.8cm, i y=6.29cm3.2支架整体截面参数截面积:A=4A i=4×92.2cm2=368.8cm2,惯矩: I x=4×(10800+92.2×97.52)=3549105cm4,I y=4×(3650+92.2×97.52)=3520505cm4,回转半径：98.09897.70xyi cmi cm======4、支架计算长度l o及最大长细比λman按照两端铰支计算：1444444ol l cmμ==⨯=maxmin4444.5497.7liλ===换算长细比λhmaxmax20.08hλ===5、支架整体稳定性校核：根据λhmax 查得稳定系数ϕ=0.970整体 稳定性校核： 3404.71011.3[]2050.970368.8100N MPa f MPa A σϕ⨯===<=⨯⨯ 6、支架单肢稳定性校核：单肢计算长度l o 及最大长细比λman1200200o l l cm μ==⨯= 0max min 20031.796.29l i λ=== 根据λhmax 查得稳定系数ϕ=0.950稳定性校核:30.25404.71011.5[]2050.95092.2100N MPa f MPa A σϕ⨯⨯===<=⨯⨯ 7、支架顶部20#工字钢校核：7.1 按照简支梁计算，工字钢的支撑跨度l1.952.76l m ==7.2工字钢上的分布荷载q工字钢上翼缘上铺设了16mm 厚的钢板，从而将集中荷载分布在两根交叉的工字钢上，本计算按照集中荷载分布在两根工字钢长度为L=0.5×1.95×2=1.379m 的范围内，则单根工字钢上分布荷载为： m k L P /N 108.146379.12107.4042q 33⨯=⨯⨯== 7.3工字钢与上翼缘板上铺设的16mm 厚钢板组成的截面的最小抗弯模量W min工字钢与上翼缘板上铺设的16mm 厚钢板其宽度超过了20#工字钢的翼缘宽度，为了便于计算（也偏于保守），按照16mm 厚钢板与上翼缘宽度一样，同为100mm 宽。
支架计算书——精选推荐
⽀架计算书⿇柳湾⼤桥⽀架计算书1主桥⽀架计算1.1⽀架布置说明1.1.1系统设置本桥主桥为跨径55m+90m+55m的变截⾯钢混组合箱梁结构。
采⽤贝雷梁⽀架系统进⾏吊装焊接。
⽀架系统基础采⽤钢筋混凝⼟承台及钻孔灌注桩基础。
临时⽀墩采⽤钢筋混凝⼟圆柱及螺旋钢管⽴柱。
各排临时⽀墩顶设置通长⼯字钢横梁，横梁上布置纵向贝雷梁形成⽀架平台。
在⽀架平台上安装吊装设备及梁底⽀撑进⾏钢箱梁的吊装焊接。
吊装设备采⽤龙门吊。
1.1.2⽀架系统在河床岩层上浇筑尺⼨为2.4m×2.4m×2m的C30钢筋混凝⼟承台作为临时⽀墩基础。
在承台平⾯位置范围内按25cm×25cm的间距钻眼。
将长3m的HRB335Φ28钢筋植⼊孔内并采⽤锚固药锚⼊岩层，锚固深度2m，1m锚⼊承台。
单个承台下共设置100根锚筋。
有⽔地段采⽤冲击钻机钻孔灌注⽔下混凝⼟成桩作为临时⽀墩基础。
桩基⼊岩深度不⼩于3m，平均桩长8.5m。
⽀架系统横桥向共设置6排临时⽀墩，外侧设置2排直径1.4m C30钢筋混凝⼟圆柱，内侧设置4排Φ820×10mm螺旋钢管⽴柱。
临时⽀墩横向间距5.5m、7×3 m、5.5m。
全桥钢筋混凝⼟⽀墩纵向共设置17排，包含2#墩⾄8#墩；钢管临时⽀墩纵向共设置15排，均按等间距15m布置，另在主墩承台上各布置1排。
所有钢管临时⽀墩均通过承台或桩基顶上的钢板预埋件焊接固定。
临时⽀墩顶横桥向通长并排布置3根I40a⼯字钢，⼯字钢两端悬出外侧混凝⼟⽀墩，⼯字钢横梁与柱顶钢板焊接固定将横向6排⽴柱连成整体。
在⼯字钢上对应箱梁腹板处纵向布置4排单层普通型贝雷梁，再在贝雷梁上设置Φ426×δ10mm螺旋钢管以⽀撑梁底。
钢管上下设置钢板，底钢板下布置2根I28a⼯字钢作分配梁。
钢筋混凝⼟⽀墩顶纵向布置6排单层普通型贝雷梁，其上布置3m长I28a⼯字钢做横向分配梁，间距40cm。
横向分配梁上铺设50型钢轨做龙门吊⾛⾏轨道，在轨道上安装两台60t龙门吊，龙门吊跨度32m，其吊钩⾼度⾼于钢箱梁顶⾯8m。
支架计算书(最终)
0#段、边跨现浇段支架检算一、编制依据1、施工图设计文件及地勘报告，以及设计变更、补充、修改图纸及文件资料。
2、国家有关的政策、法规、施工验收规范和工程建设标准强制性条文，以及现行有关施工技术规范、标准等。
3、参考《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》、《混凝土工程模板与支架技术》、《铁路桥涵施工手册》、《建筑施工计算手册》。
二、现浇箱梁满堂支架布置及搭设要求采用扣件式脚手架搭设，使用与立杆配套的横杆及立杆可调底座、立杆可调托撑。
立杆顶设二层方木，立杆顶托上横桥向设10×10cm方木；横向方木上设10×10cm的纵向方木，其中腹板下间距15cm，翼板下间距35cm，底板下25cm。
模板用厚15mm的优质竹胶合板。
腹板下立杆横桥向间距×纵桥向间距×横杆步距为30cm×60cm×60cm，翼板下立杆横桥向间距×纵桥向间距×横杆步距为60cm×60cm×120cm支架结构体系，底板下立杆横桥向间距×纵桥向间距×横杆步距为60cm×60cm×120cm支架结构体系，支架纵横均每隔四排设置剪刀撑.三、计算假定：a、翼缘板砼（一区）及模板重量由翼缘板下支架承担；b、腹板砼（二区）及模板重量由腹板模板与其下支架承担。
c、顶板及底板砼（三）及模板重量由底板模板及底板支架承担；d、支架连接按铰接计算；四、现浇箱梁支架、模板验算0#段与边跨现浇段模板、支架采用同等形式施工，0#段施工荷载大于现浇段，所以只进行0#段支架、模板验算。
㈠、荷载计算1、荷载分析根据本桥0#段箱梁的结构特点，在施工过程中将涉及到以下荷载形式：⑴q1——箱梁自重荷载，新浇混凝土密度取2600kg/m3。
⑵q2——根据《路桥施工计算手册》中，模板、组合钢模、连接件及钢楞容重为0.75kN/m2, 此处取q2＝1.0kPa（偏于安全）。
临时支架计算书
临时支架计算书临时支架的计算参照《建筑施工碗扣式脚手架安全技术规范》。
模板支架搭设高度为7.0 米，搭设尺寸为：立杆的横距 b = 0.30 米，立杆的纵距 l = 0.30 米，立杆的步距 h = 1.20 米。
落地平台支撑架立面简图落地平台支撑架立杆稳定性荷载计算单元采用的钢管类型为Φ48×3.50。
一、纵向支撑钢管计算:纵向钢管按照均布荷载下连续梁计算，截面力学参数为截面抵抗矩 W = 5.08 cm3；截面惯性矩 I = 12.19cm4；纵向钢管计算简图1.荷载的计算：(1)脚手板与栏杆自重(kN/m)：q11= 0.150 + 0.300×0.300 = 0.240 kN/m；(2)堆放材料的自重线荷载(kN/m)：q12= 48.000×0.300 = 14.400 kN/m；(3)活荷载为施工荷载标准值(kN/m)：p1= 2.000×0.300 = 0.600 kN/m2.强度计算:最大弯矩考虑为三跨连续梁均布荷载作用下的弯矩。
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；最大弯矩计算公式如下:最大支座力计算公式如下:均布恒载：q1= 1.2 × q11+ 1.2 × q12= 1.2×0.240+ 1.2×14.400 = 17.568kN/m；均布活载：q2= 1.4×0.600 = 0.840 kN/m；最大弯距 Mmax= 0.1×17.568×0.3002 + 0.117 ×0.840×0.3002 = 0.167 kN.m ；最大支座力 N = 1.1×17.568×0.300 + 1.2×0.840×0.300 = 6.100 kN；截面应力σ= 0.167×106 / (5080.0) = 32.866 N/mm2；纵向钢管的计算强度 32.866 小于 205.000 N/mm2,满足要求!3.挠度计算:最大挠度考虑为三跨连续梁均布荷载作用下的挠度；计算公式如下:均布恒载:q = q11 + q12= 14.640 kN/m；均布活载：p = 0.600 kN/m；V = (0.677 ×14.640+0.990×0.600)×300.04/(100×2.060×105×121900.0)=0.034mm纵向钢管的最大挠度小于 300.000 /250 与 10,满足要求!二、横向支撑钢管计算:支撑钢管按照集中荷载作用下的三跨连续梁计算；集中荷载P取纵向板底支撑传递力，P =6.100 kN；支撑钢管计算简图支撑钢管计算弯矩图(kN.m)支撑钢管计算变形图(kN.m)支撑钢管计算剪力图(kN)最大弯矩 M= 0.001 kN.m ；max= 0.000 mm ；最大变形 Vmax= 6.101 kN ；最大支座力 Qmax截面应力σ= 0.120 N/mm2；横向钢管的计算强度小于 205.000 N/mm2,满足要求!支撑钢管的最大挠度小于300.000/150与10 mm,满足要求!三、模板支架荷载标准值(轴力):作用于模板支架的荷载包括静荷载、活荷载和风荷载。
盖梁支架计算书
盖梁支架计算书一、满堂式支架1、说明：1）、简图以厘米为单位，本图只示出支架正面图。
侧面图间距与正面图相同。
2）、参考规范«公路桥涵施工技术规范»、«建筑钢结构设计规范»。
3）、设计指标参照«建筑钢结构设计规范»选取。
4）、简图2、荷载计算1）、模板重量：G1＝4.8T；2）、支架重量：G2＝(20×4×1.2×3.84+(12×4+2×20)×3.84+20×4×2×1.35) ×20/1.2×1.2=18.45T；3）、混凝土重量：G3＝（11.46×1.75-10.96×0.35-2×1.43×0.6）×1.9×2.5=68.89T;4)、施工人员、材料、行走、机具荷载：G4＝0.001×11.46×1.9×1025)、振动荷载：G5＝0.001×11.46×1.9×102=2.18T;3、抗压强度及稳定性计算支架底部单根立柱压力N1＝（G1＋G2＋G3＋G4＋G5）／n;n=20×4=80;N1=1.23tf;安全系数取1.2;立柱管采用ø48×3.5钢管: A=489mm2、i=15.8 mm；立柱按两端铰接考虑取μ＝1。
στμ立柱抗压强度复核：σ＝1.2×N1×104／A=25.15 MPa <[σ]=210MPa 抗压强度满足要求.稳定性复核:λ= μL/i=76;查GBJ17-88得ϕ=0.807σ＝1.2×N1×104／（ϕA）=30.18 MPa <[σ]=210MPa;稳定性满足要求.4．扣件抗滑移计算支架顶部单根钢管压力N2＝（G1＋G3＋G4＋G5）／n＝1tf;扣件的容许抗滑移力Rc=0.85tf.使用两个扣件2×Rc＝1.7 tf>1tf.扣件抗滑移满足设计要求.5．在支架搭设时应在纵横向每隔4－5排设45度剪力撑。
临时支墩、型钢支架及模板设计计算书
临时墩、型钢支架及模板设计计算一、标准段箱梁支架设计方案：按标准段箱梁30m跨径重量作临时支墩型钢支架设计荷载标准，详细布置请参照《支墩及钢支架布置图》，横向采用贝雷片组拼成临时墩，纵向采用8组I28b和9组I36b工字钢连接成为纵梁；A、F两组临时墩直接支撑在承台上，B、C、D、E四组临时墩支撑在经处理的扩大基础上，基础采用砂垫层处理，改善地基承载力，达到箱梁施工的荷载要求。
本设计计算结构强度验算采用容许应力计算，不考虑荷载分项系数，但按有关规定钢材容许应力按临时性结构提高系数为1.25，即A3钢材弯曲容许应力〔σw〕=145×1.25＝181Mpa,抗压轴向容许应力〔σ〕=140×1.25＝175 Mpa，抗剪容许应力〔τ〕=85×1.25＝106 Mpa进行验算。
结构刚度验算，荷载乘以相应的分项系数，进行荷载组合。
二、支架结构设计验算：1、标准段箱梁的荷载重量计算：（1）、箱梁砼重量：每跨现浇砼305m3，砼容重26KN/m3，则箱梁砼重量：g1=305×26 KN/m3=7930KN。
（2）、底模所用钢材重量：钢板重量：S=30×7.3=219m2，重量：219×0.006×78500N/m3=103KN ；8#槽钢重量：23×30×80.4N/m=55.5KN；12#槽钢重量：40×7.3×123.1N/m=36KN；底模总重量g2=103+55.5+36=194.5KN。
（3）、侧模重量及斜向支撑（两侧翼缘共重）：6mm钢板面积：S=2×(1.5+3.9)×30=324m2；重量：324×0.006×78500N/m3=152.6KN；8#槽钢（侧模横向大肋间距40 cm）：16根；16×30×2×80.4N/m=77.2KN。
临时支撑及现浇段支架计算书(精)
临时支撑及现浇段支架计算书1、计算方法本方案所有施工临时结构均采用容许应力法设计，根据《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2004）第4.1.8条规定，“结构构件当需进行弹性阶段截面应力计算时，除特别指明外，各作用效应的分项系数及组合系数应取为1.0”。
2、计算依据（1）《建筑结构荷载规范》（GB 50009-2001）；（2）《钢结构设计规范》（GB 50017-2003）；（3）《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2004）；（4）《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》（JTJ 025-86）；（5）《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ 162-2008）；（6）《建筑施工碗扣式钢管脚手架安全技术规范》（JGJ 166-2008）；（7）《桥梁悬臂施工与设计》，雷俊卿主编，北京：人民交通出版社，2000年5月第1版。
3、荷载标准值（1）钢筋混凝土自重荷载标准值26kN/m3，落叶松自重荷载标准值7kN/m3，其他型钢每米自重标准值按相关型钢表取用；（2）施工人员及设备荷载标准值，计算面板及直接支撑面板的小楞时取2.5kN/m2，计算支撑小楞的大楞及支架立杆时取1.5kN/m2；（3）振捣混凝土产生的荷载标准值，对水平模板取2kN/m2，对垂直模板取4kN/m2；（4）倾倒混凝土产生的荷载标准值，对垂直模板取2kN/m2。
（5）风荷载标准值按苏州地区10年一遇基本风速计算，参考英国桥梁规范《BS5400》（见《桥梁悬臂施工与设计》中第106～108页及《BS5400》中Part2.Specification for loads第17页“5.3.5 Nominal vertical windload”相关部分），当风荷载对连续梁梁体产生的竖向力攻角小于1°时，竖向风力系数可取为0.4。
4、材料容许承载力（1）根据《建筑施工模板安全技术规范》，竹胶合模板抗弯强度设计值为35Mpa，极限状态法与容许应力法相比，在表达式中增加了荷载分项系数及组合值系数，按最大的活载分项系数1.4考虑，则以极限状态法对应的强度设计值除以1.4作为容许应力法的容许强度值，即竹胶合模板容许弯曲强度取25Mpa；弹性模量为9.9×103Mpa。
墩顶现浇段支架计算书
附件二：墩顶现浇段满堂式碗扣支架和钢管柱支架计算一、满堂式碗扣支架计算㈠、荷载计算1、设计说明本计算书是验算墩顶现浇段墩旁临时支架分配受力系统的规格及间距，保证墩旁临时支架具有足够的强度及刚度，分配受力系统由H1、H2以及剩余墩旁支架的受力系统组成，本计算书取用现浇段混凝土自重最大的XT52#墩墩顶现浇段墩旁临时支架进行计算，H1采用I14，H2采用双2I14组成。
2、荷载计算1、荷载分布图图2-1 荷载分布图2、荷载取值混凝土：26kN/m3；内模及支架：2.0kN/m2；底模：2.0kN/m2；施工荷载：2.5kN/m2；3、荷载统计表表2-1荷载分布值分布宽度(m) 底模荷载q1(kN/m)内模荷载q2(kN/m)施工荷载q3(kN/m)砼荷载q4(kN/m)q5=1.2(q1+q2+q4)+1.4q3(kN/m)Ⅰ 1.40 2.80 2.80 3.50 9.24 22.71 Ⅱ 1.95 3.90 3.90 4.875 31.06 53.45 Ⅲ 1.65 3.30 3.30 4.125 37.84 59.11 Ⅳ 1.65 3.30 3.30 4.125 37.84 59.11 Ⅴ 1.95 3.90 3.90 4.875 31.06 53.45 Ⅵ 1.40 2.80 2.80 3.50 9.24 22.71㈡、纵横向分配梁受力计算1、Ⅰ区I14型钢受力验算由以上数据知单根I14分配梁最大荷载为：q=22.71kN/m，受力如图所示：图2-2 Ⅰ区I14受力荷载分布图用Midas计算程序计算得弯曲应力如图2-14：图2-3 Ⅰ区I14弯曲应力图弯曲应力如图2-14：图2-4 Ⅰ区I14剪应力图根据弯曲应力及剪力图可知：9.714516.585a a a aMP MP MP MP στ=<=<弯曲应力：剪应力：满足规范要求。
2、Ⅱ区型钢受力验算由以上数据可知Ⅱ区荷载值53.45 kN/m ，则平均单根I14分配梁的荷载值为：q=53.45/3=17.78kN/m ，其受力情况同Ⅰ区，荷载值小于Ⅰ区，则Ⅱ区受力验算满足规范要求。
临时锚固计算书
龙溪港大桥临时支撑技术方案一、工程概述开发区高架(二)：中心桩号K2+605.25,右偏角90度，跨越龙溪港Ⅲ级航道(长湖申线)，通航净空为60×7米，最高通航水位2.66米，百年一遇洪水位为3.80米，跨越外线位与航道中心线交角为70度，现状水面垂直宽度约为80米，规划两堤岸背水坡堤线间距离为120米。
该航道位于曲线上，且航道上往来船舶较多，运输繁忙，为防止货船意外撞击水中桥墩造成事故，主桥一跨过河，采用75+130+75米悬挂预应力砼变截面连续箱梁结构，下部采用实体墩、承台接群桩基础。
引桥为预应力砼连续箱梁，下部为双柱H型墩，承台接群桩基础。
31#墩承台尺寸为12.2m(宽)×12.2m(长)×4.5m(高)，桩基为18根φ180cm钻孔桩；32#墩承台尺寸为12.2m(宽)×12.2m(长)×4.5m(高)，桩基为18根φ180cm钻孔桩。
承台顶面设计标高为2.7m，承台底面设计标高为-1.8m。
开发区高架桥（二）主跨采用挂篮悬臂浇筑施工，1/2中跨65米长度内共分15个节段，其中0#节段长13米，1-3#节段长3.5米，4-8#节段长4米，9-14#节段长4.5米，合拢段长2.0米，直线段桥面宽15.5m；挂蓝采用菱形挂蓝，空挂蓝自重约88T，梁体混凝土采用C55高性能混凝土，钢筋混凝土容重26.5KN/m3。
二、临时支撑施工方案临时支撑系统采用在主墩两侧设钢管并在其中设拉筋的方式进行临时固结，每侧均布设4根长度为5.9m的φ80钢管，钢管壁厚1cm，拉筋为预应力15－5体系。
施工时采用QY25G吊车人工配合安装。
0#块施工前所在构件安装到位，0#块施工完成后进行临时支撑张拉施工。
如图1示。
图1 临时支撑结构示意图三、临时施工工艺流程四、临时支撑体系机械材料表临时支撑系统采用在主墩两侧设钢管并在其中设拉筋的方式进行临时固结，钢绞线每根最大长度为11.05m，钢管桩最大自由高度为5.9m，钢绞线承受张拉力每根控制在18t，浇筑0#块段后先张拉30%的预应力，收紧钢绞线。
箱梁临时支架计算书
箱梁支架验算一、脚手架材料选择选用直径48mm、壁厚3.5㎜的碗扣式支架。
二、支架搭设：在箱梁底腹板位置处支架设置为45×40cm，翼板位置为45×90cm，其中横桥向间距布置为40cm，纵桥向间距布置为45cm；结构有变化处作加密处理。
沿高度方向水平撑杆间距（步距）为120cm。
立杆上下均设可调式撑托，便于高度的调整及拆架，调整立杆可调底座，使同一层立杆接头处于同一水平面内，以便安装横杆。
为增强支架纵向稳定性，支架立面沿桥长方向每五排设置剪刀撑斜杆，横向剪刀撑每五排布设一道，原则与水平面呈45°夹角。
纵、横向横杆于地基面以上30cm布设一道，以上每5米布设一道，可调顶托部位布设一道横杆。
承重梁用I32工字钢槽钢，分配梁采用15×15㎝方木，间距30cm，方木上面铺竹胶板。
三、支架验算箱梁底宽6m,顶宽13.4m,桥梁为变截面箱梁,根部高度为6.05m,等截面处3.0m。
其0号块结构尺寸见附图。
为简化假设0号块为等截面,梁高6.05m,0号块总长度为9米则:A、受力计算V=6×6.05×(4.5-1.25)=117.9 M3 (翼板不予计算)W =117.9 ×2.5×1.2T=353.7TP单根=353.7/128=2.76T＜3T满足要求本桥采用直径φ48mm，壁厚3.25mm的碗扣式支架。
则竖向单根钢管支柱受力为：N=27600Nσ=27600/A=276000N /456.67mm2=60.43Mpa＜140Mpa,故满足要求。
B、稳定计算钢材轴向容许应力：[σ]=140Mpa受压构件容许长细比：[λ]=150a、钢管长细比计算：λ=ι0/r r =λ：钢管的长细比ι0：压构件的计算长度r：构件计算截面回转半径ι0=实际长度×系数，计算长度系数见下表D=4.8cm（外径）,d=4.15（内径）cm，壁厚＝3.25mm惯性半径：r ==1.586杆件长度：ι0=h+2a=1.2+0.3×2＝1.80m长细比：λ=ι0/r=180/1.586=113.493<[λ]b、碗扣支架截面积验算：压杆的稳定方程为：p/(φΑ)≤[σ]即钢管截面积满足下式，则钢管满足要求：Α≥p/(φ[σ])式中：φ为压杆的纵向弯曲系数，查压杆的纵向弯曲系数表；由λ=113.493时，查压杆的纵向弯曲系数表得φ=0.496；直径φ48mm，壁厚3.25mm的碗扣支架钢管面积为：Α=3.14（D2-d2）/4=456.67mm2p/(φ[σ])= 276000N/m2/（0.496*140MPa）=397.5mm2＜456.67mm2所以采用φ48mm，壁厚3.25mm的碗扣式支架满足稳定性要求。
钢管支架结构计算书
钢管支架设计计算书一、设计数据根据设计方案相关图纸：副厂房楼板设计厚度为0.25m,梁系最大截面尺寸0.35*0.60m。
二、设计假定钢管支架体系主要包括方木(宽*高(0.05*0.1m)、顶托梁(I10工字钢)、支架梁(2 [10双槽钢)及立柱(①100钢管)，钢材材质为Q235,底模模板采用12mm 胶合板。
顶托梁、支架梁均按近似简支梁计算。
三、钢管支架荷载计算根据副厂房钢管支架的设计方案，按楼板和梁系分别进行荷载计算。
(一)楼板部位设计参数：楼板设计厚度为0.25m;顶托梁采用I10工字钢，间距为0.8m;支架梁采用2 [10双槽钢，间距为1.5m;立柱采用①100钢管，壁厚b=3.5mm,间排距1.5*1.5m;方木设计断面尺寸为宽*高(0.05*0.1m),间距0.3m。
1.顶托梁荷载计算具体如下：q1一支架体系自重，(包括顶托梁11.2kg/m、方木9.3kg/m(1/0.3*0.8*0.05*0.1*700)、模板6.7kg/m(0.8*0.012*700)),等于27.3kg/m;q2一设计楼板混凝土荷载，等于500.0kg/m (0.25*0.8*2500);口3—可变荷载，(包括施工活荷载240.0kg/m(0.8*300),混凝土入仓的冲击力160.0kg/m(0.8*200)、混凝土振捣产生的荷载160.0kg/m(0.8*200))等于560.0kg/m。
q4—支架体系自重，(包括支架梁20.0kg/m(2*10)、顶托及顶托支座9.4kg/m(1/0.8*7.48)、顶托梁21.0kg/m(1/0.8*1.5*11.2)、方木17.5kg/m(1.5/0.3*1.0*0.05*0.1*700)、模板12.6kg/m(1.5*0.012*700))，为80.5kg/m；q5一设计楼板混凝土荷载，等于937.5kg/m(0.25*1.5*2500)；口6一可变荷载，(包括施工活荷载450.0kg/m(1.5*300)、混凝土入仓的冲击力300.0kg/m(1.5*200)、混凝土振捣产生的荷载300.0kg/m(1.5*200))等于1050.0kg/m。
支撑体系计算书
模板支撑体系计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－20113、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性新浇混凝土梁名称KL1 混凝土梁截面尺寸(mm×mm) 300×900 模板支架高度H(m) 31.2 模板支架横向长度B(m) 20模板支架纵向长度L(m) 10.15 梁侧楼板厚度(mm) 120二、荷载设计模板及其支架自重标准值G1k(kN/m2) 面板0.1 面板及小梁0.3 楼板模板0.5 模板及其支架0.75新浇筑混凝土自重标准值G2k(kN/m3) 24混凝土梁钢筋自重标准值G3k(kN/m3) 1.5 混凝土板钢筋自重标准值G3k(kN/m3) 1.1 当计算支架立柱及其他支承结构构件时Q1k(kN/m2)1对水平面模板取值Q2k(kN/m2) 2风荷载标准值ωk(kN/m2) 基本风压ω0(kN/m2) 0.35非自定义:0.29 地基粗糙程度C类(有密集建筑群市区)模板支架顶部距地24面高度(m)风压高度变化系数0.796μz风荷载体型系数μs 1.04三、模板体系设计新浇混凝土梁支撑方式梁两侧有板，梁底小梁平行梁跨方向梁跨度方向立柱间距l a(mm) 1000梁两侧立柱横向间距l b(mm) 1000步距h(mm) 1500新浇混凝土楼板立柱间距l'a(mm)、l'b(mm) 1000、1000混凝土梁距梁两侧立柱中的位置居中梁左侧立柱距梁中心线距离(mm) 500梁底增加立柱根数 2梁底增加立柱布置方式按梁两侧立柱间距均分梁底增加立柱依次距梁左侧立柱距离(mm) 333,667梁底支撑小梁最大悬挑长度(mm) 300梁底支撑小梁根数 4梁底支撑小梁间距100每纵距内附加梁底支撑主梁根数 1结构表面的要求结构表面隐蔽模板及支架计算依据《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-2008 设计简图如下：平面图立面图四、面板验算面板类型覆面木胶合板面板厚度t(mm) 14面板抗弯强度设计值[f](N/mm2) 15 面板抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.5面板弹性模量E(N/mm2) 5400取单位宽度b=1000mm，按三等跨连续梁计算：W＝bh2/6=1000×14×14/6＝32666.667mm3，I＝bh3/12=1000×14×14×14/12＝228666.667mm4q1＝0.9×max[1.2(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4Q2k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4ψc Q2k]×b=0.9×max[1.2×( 0.1+(24+1.5)×0.9)+1.4×2，1.35×(0.1+(24+1.5)×0.9)+1.4×0.7×2]×1＝29.77kN/mq1静＝0.9×1.35×[G1k+(G2k+G3k)×h]×b＝0.9×1.35×[0.1+(24+1.5)×0.9]×1＝28.006kN/mq1活＝0.9×1.4×0.7×Q2k×b＝0.9×1.4×0.7×2×1＝1.764kN/mq2＝[1×(G1k+(G2k+G3k)×h)]×b＝[1×(0.1+(24+1.5)×0.9)]×1＝23.05kN/m计算简图如下：1、强度验算M max＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×28.006×0.12+0.117×1.764×0.12＝0.03kN·mσ＝M max/W＝0.03×106/32666.667＝0.92N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677q2L4/(100EI)=0.677×23.05×1004/(100×5400×228666.667)＝0.013mm≤[ν]＝L/250＝10 0/250＝0.4mm满足要求！3、支座反力计算设计值(承载能力极限状态)R1=R4=0.4q1静L+0.45q1活L=0.4×28.006×0.1+0.45×1.764×0.1＝1.2kNR2=R3=1.1q1静L+1.2q1活L=1.1×28.006×0.1+1.2×1.764×0.1＝3.292kN标准值(正常使用极限状态)R1'=R4'=0.4q2L=0.4×23.05×0.1＝0.922kNR2'=R3'=1.1q2L=1.1×23.05×0.1＝2.536kN五、小梁验算小梁类型方木小梁截面类型(mm) 40×70小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 11.44 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.232小梁截面抵抗矩W(cm3) 32.667 小梁弹性模量E(N/mm2) 7040小梁截面惯性矩I(cm4) 114.333 小梁计算方式简支梁承载能力极限状态：梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左＝R1/b=1.2/1＝1.2kN/m梁底面板传递给中间小梁最大线荷载：q1中＝Max[R2,R3]/b = Max[3.292,3.292]/1=3.292kN/m梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右＝R4/b=1.2/1＝1.2kN/m小梁自重：q2＝0.9×1.35×(0.3-0.1)×0.3/3 =0.024kN/m梁左侧模板传递给左边小梁荷载q3左＝0.9×1.35×0.5×(0.9-0.12)=0.474kN/m梁右侧模板传递给右边小梁荷载q3右＝0.9×1.35×0.5×(0.9-0.12)=0.474kN/m梁左侧楼板传递给左边小梁荷载q4左＝0.9×Max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×2，1.35×(0.5+(24 +1.1)×0.12)+1.4×0.7×2]×(0.5-0.3/2)/2×1=1.105kN/m梁右侧楼板传递给右边小梁荷载q4右＝0.9×Max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×2，1.35×(0.5+(24 +1.1)×0.12)+1.4×0.7×2]×((1-0.5)-0.3/2)/2×1=1.105kN/m左侧小梁荷载q左＝q1左+q2+q3左+q4左 =1.2+0.024+0.474+1.105=2.803kN/m中间小梁荷载q中= q1中+ q2=3.292+0.024=3.317kN/m右侧小梁荷载q右＝q1右+q2+q3右+q4右 =1.2+0.024+0.474+1.105=2.803kN/m小梁最大荷载q=Max[q左,q中,q右]=Max[2.803,3.317,2.803]=3.317kN/m正常使用极限状态：梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左'＝R1'/b=0.922/1＝0.922kN/m梁底面板传递给中间小梁最大线荷载：q1中'＝Max[R2',R3']/b = Max[2.536,2.536]/1=2.536kN/m梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右'＝R4'/b=0.922/1＝0.922kN/m小梁自重：q2'＝1×(0.3-0.1)×0.3/3 =0.02kN/m梁左侧模板传递给左边小梁荷载q3左'＝1×0.5×(0.9-0.12)=0.39kN/m梁右侧模板传递给右边小梁荷载q3右'＝1×0.5×(0.9-0.12)=0.39kN/m梁左侧楼板传递给左边小梁荷载q4左'＝[1×(0.5+(24+1.1)×0.12)]×(0.5-0.3/2)/2×1=0.615kN/m梁右侧楼板传递给右边小梁荷载q4右'＝[1×(0.5+(24+1.1)×0.12)]×((1-0.5)-0.3/2)/2×1=0.615kN/m 左侧小梁荷载q左'＝q1左'+q2'+q3左'+q4左'=0.922+0.02+0.39+0.615=1.947kN/m中间小梁荷载q中'= q1中'+ q2'=2.536+0.02=2.556kN/m右侧小梁荷载q右'＝q1右'+q2'+q3右'+q4右' =0.922+0.02+0.39+0.615=1.947kN/m小梁最大荷载q'=Max[q左',q中',q右']=Max[1.947,2.556,1.947]=2.556kN/m为简化计算，按简支梁和悬臂梁分别计算，如下图：1、抗弯验算M max＝max[0.125ql12，0.5ql22]＝max[0.125×3.317×0.52，0.5×3.317×0.32]＝0.149kN·m σ=M max/W=0.149×106/32667=4.569N/mm2≤[f]=11.44N/mm2满足要求！2、抗剪验算V max＝max[0.5ql1，ql2]＝max[0.5×3.317×0.5，3.317×0.3]＝0.995kNτmax=3V max/(2bh0)=3×0.995×1000/(2×40×70)＝0.533N/mm2≤[τ]=1.232N/mm2满足要求！3、挠度验算ν1＝5q'l14/(384EI)＝5×2.556×5004/(384×7040×114.333×104)＝0.258mm≤[ν]＝l1/250＝500/250＝2 mmν2＝q'l24/(8EI)＝2.556×3004/(8×7040×114.333×104)＝0.322mm≤[ν]＝2l2/250＝2×300/250＝2.4m m满足要求！4、支座反力计算承载能力极限状态R max=[qL1,0.5qL1+qL2]=max[3.317×0.5,0.5×3.317×0.5+3.317×0.3]=1.824kN同理可得：梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1=1.542kN,R2=1.824kN,R3=1.824kN,R4=1.542kN 正常使用极限状态R max'=[q'L1,0.5q'L1+q'L2]=max[2.556×0.5,0.5×2.556×0.5+2.556×0.3]=1.406kN同理可得：梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1'=1.071kN,R2'=1.406kN,R3'=1.406kN,R4'=1.071kN 六、主梁验算主梁类型钢管主梁截面类型(mm) Φ48×2.7主梁计算截面类型(mm) Φ48×2.7主梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205主梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 125 主梁截面抵抗矩W(cm3) 4.12主梁弹性模量E(N/mm2) 206000 主梁截面惯性矩I(cm4) 9.891、抗弯验算主梁弯矩图(kN·m)σ=M max/W=0.141×106/4120=34.284N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！2、抗剪验算主梁剪力图(kN)V max＝3.366kNτmax=2V max/A=2×3.366×1000/384＝17.532N/mm2≤[τ]=125N/mm2满足要求！3、挠度验算主梁变形图(mm)νmax＝0.056mm≤[ν]＝L/250＝334/250＝1.336mm满足要求！4、支座反力计算承载能力极限状态支座反力依次为R1=0.295kN，R2=3.661kN，R3=3.661kN，R4=0.295kN正常使用极限状态支座反力依次为R1'=0.224kN，R2'=2.701kN，R3'=2.701kN，R4'=0.224kN七、2号主梁验算主梁类型钢管主梁截面类型(mm) Φ48×2.7主梁计算截面类型(mm) Φ48×2.7主梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205主梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 125 主梁截面抵抗矩W(cm3) 4.12主梁弹性模量E(N/mm2) 206000 主梁截面惯性矩I(cm4) 9.89主梁计算方式三等跨连续梁可调托座内主梁根数 1P＝max[R2，R3]=Max[3.661，3.661]=3.661kN，P'＝max[R2'，R3']＝Max[2.701，2.701]=2.701k N1、抗弯验算2号主梁弯矩图(kN·m)σ=M max/W=0.641×106/4120=155.509N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！2、抗剪验算2号主梁剪力图(kN)V max＝2.38kNτmax=2V max/A=2×2.38×1000/384＝12.394N/mm2≤[τ]=125N/mm2满足要求！3、挠度验算2号主梁变形图(mm)νmax＝1.533mm≤[ν]＝L/250＝1000/250＝4mm满足要求！4、支座反力计算极限承载能力状态支座反力依次为R1=4.942kN，R2=7.871kN，R3=7.871kN，R4=4.942kN立柱所受主梁支座反力依次为R2=7.871/1=7.871kN，R3=7.871/1=7.871kN八、纵向水平钢管验算钢管截面类型(mm) Φ48×2.7钢管计算截面类型(mm) Φ48×2.7钢管截面面积A(mm2) 384 钢管截面回转半径i(mm) 16钢管弹性模量E(N/mm2) 206000 钢管截面惯性矩I(cm4) 9.89钢管截面抵抗矩W(cm3) 4.12 钢管抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205钢管抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 125P＝max[R1，R4]=0.295kN，P'＝max[R1'，R4']＝0.224kN计算简图如下：1、抗弯验算纵向水平钢管弯矩图(kN·m)σ＝M max/W＝0.052×106/4120＝12.531N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！2、抗剪验算纵向水平钢管剪力图(kN)V max＝0.192kNτmax＝2V max/A=2×0.192×1000/384＝0.999N/mm2≤[τ]＝125N/mm2满足要求！3、挠度验算纵向水平钢管变形图(mm)νmax＝0.127mm≤[ν]＝L/250＝1000/250＝4mm满足要求！4、支座反力计算支座反力依次为R1=0.398kN，R2=0.634kN，R3=0.634kN，R4=0.398kN同理可得：两侧立柱所受支座反力依次为R1=0.634kN，R4=0.634kN九、可调托座验算荷载传递至立柱方式可调托座2 可调托座承载力容许值[N](kN) 30扣件抗滑移折减系数k c 11、扣件抗滑移验算两侧立柱最大受力N＝max[R1,R4]＝max[0.634,0.634]＝0.634kN≤1×8=8kN单扣件在扭矩达到40～65N·m且无质量缺陷的情况下，单扣件能满足要求！2、可调托座验算可调托座最大受力N＝max[R2，R3]＝7.871kN≤[N]=30kN满足要求！十、立柱验算立柱钢管截面类型(mm) Φ48×2.7立柱钢管计算截面类型(mm) Φ48×2.7钢材等级Q235 立柱截面面积A(mm2) 384回转半径i(mm) 16 立柱截面抵抗矩W(cm3) 4.12抗压强度设计值[f](N/mm2) 205 支架自重标准值q(kN/m) 0.151、长细比验算l0=h=1500mmλ=l0/i=1500/16=93.75≤[λ]=150长细比满足要求！查表得，φ＝0.6412、风荷载计算M w＝0.9×φc×1.4×ωk×l a×h2/10＝0.9×0.9×1.4×0.29×1×1.52/10＝0.074kN·m3、稳定性计算根据《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-2008，荷载设计值q1有所不同：1)面板验算q1＝0.9×[1.2×(0.1+(24+1.5)×0.9)+1.4×0.9×2]×1＝27.162kN/m2)小梁验算q1＝max{1.098+0.9×1.2×[(0.3-0.1)×0.3/3+0.5×(0.9-0.12)]+0.9×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.9×1]×max[0.5-0.3/2，(1-0.5)-0.3/2]/2×1，3.01+0.9×1.2×(0.3-0.1)×0.3/3}=3.032kN/m 同上四～八计算过程，可得：R1＝0.574kN，R2＝7.003kN，R3＝7.003kN，R4＝0.574kN立柱最大受力N w＝max[R1+N边1，R2，R3，R4+N边2]+0.9×1.2×0.15×(31.2-0.9)+M w/l b＝max[0.57 4+0.9×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.9×1]×(1+0.5-0.3/2)/2×1，7.003，7.003，0.574+0.9×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.9×1]×(1+1-0.5-0.3/2)/2×1]+4.909+0.074/1＝11.985kNf＝N/(φA)+M w/W＝11985.215/(0.641×384)+0.074×106/4120＝66.653N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！十一、高宽比验算根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011第6.9.7：支架高宽比不应大于3H/B=31.2/20=1.56＜3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！十二、立柱支承面承载力验算支撑层楼板厚度h(mm) 120 混凝土强度等级C30 混凝土的龄期(天) 14 混凝土的实测抗压强度f c(N/mm2) 7.488 混凝土的实测抗拉强度f t(N/mm2) 0.858 立柱垫板长a(mm) 100 立柱垫板宽b(mm) 450F1=N=11.985kN1、受冲切承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表公式参数剖析F l≤(0.7βh f t+0.25σpc,m)ηu m h0F1局部荷载设计值或集中反力设计值βh截面高度影响系数：当h≤800mm时，取βh=1.0；当h≥2000mm时，取βh=0.9；中间线性插入取用。
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跨牤牛河32.6+48+32.6m 连续梁 支架体系及临时支墩计算书一、0#块支架体系检算 1．支架设计0＃块采用φ48mmWDJ 碗扣型多功能钢管脚手架搭设满堂支架现浇，支架直接支承于承台顶面。
立杆配置可调底座，立杆横桥向间距：翼缘板下为（4×90+60）cm 、腹板下为（4×30）cm 、底板下为（5×60）cm ，立杆顺桥向间距为（17×60）cm 。
横杆步距全为120cm 。
顶杆配置顶托，顶托上设10×12cm 纵向分配方木，其上设10×10cm 横向分配方木，横向方木间距30cm （腹板下为20cm ）。
具体布置见《跨牤牛河连续梁0#支架布置图》。
底模采用胶合板，侧模、翼缘板采用挂篮模板，内模（横隔板模板划定为内模）采用组合钢模板，堵头模板采用自制大块钢模板。
外模大楞采用[10槽钢对口焊接而成，间距80cm 。
内模大楞采用10×10cm 方木，间距80cm ；横隔板内模大楞间距控制在50cm 左右，拉杆采用φ20精轧螺纹钢筋。
主要检算翼缘模板、底模板及横向分配方木、侧模板及背方、纵向分配方木、立杆的强度稳定性。
2．荷载情况模板计算荷载包括：模板及支架自重；新浇砼自重（含钢筋重量）；施工人员及施工设备荷载；新浇砼对模板侧压力、倾倒砼时产生的荷载及振捣产生的荷载。
模板、支架等自重：21/2m KN q =；新浇钢筋砼自重：32/26m KN q =； 施工人员及运输机具荷载： 23/5.2m KN q = 新浇砼对模板产生的侧压力按2121022.0υββγt p =和H p γ=计算，取二式中的较小值。
倾倒混凝土时产生的竖向荷载：24/0.2m KN q =； 振捣混凝土时产生的竖向荷载: 25/0.2m KN q =； 振捣荷载，对垂直面每平方米按KPa 0.4计算；3．模板面板检算面板检算取翼缘板根部及最大截面箱梁腹板对应处底板模板。
3.1翼板根部模板检算此处钢筋混凝土自重按最大计20/42.172667.0q m KN =⨯=根据《路桥施工计算手册》，采用容许应力法进行结构检算时所有荷载不用乘以荷载分项系数。
模板按五跨连续梁检算，翼缘板根部模板为定型钢模板，背楞间距为0.3m ×0.3m ，则模板所受荷载为：m KN q q q q /18.7)225.242.17(3.0)(3.0q 5430=+++⨯=+++⨯= 。
其计算模型如下图：查《路桥施工计算手册》P765得：最大弯矩m KN ql M ⋅=⨯⨯=⨯=068.03.018.7105.0105.022抗弯模量：36221025.1005.03.06161m bh W -⨯=⨯⨯==则最大弯应力：[]MPa MPa W M 1814.541025.1068.06=<=⨯==-σσ 最大剪力：KN ql V 31.13.018.7606.0606.0=⨯⨯== 最大剪应力：MPa MPa bh V 10631.1005.03.0231.1323≤=⨯⨯⨯==τ 最大挠度：mm mm EI ql f 5.189.010125.3101.21003.018.7664.0100664.09844<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=⨯=-（容许） 面板检算合格。
3.2腹板底部模板检算腹板底部模板采用1220mm ×2440mm ×15mm 规格竹胶板，查《JG ／T156-2004竹胶合板模板》知其容许弯应力[]MPa 90≥σ，弹性模量KPa E 6106⨯=。
其截面模量为：352210125.16501.03.06b m h W -⨯=⨯==，模板底铺10×10cm 方木，方木间距0.2m 。
腹板处砼截面最大高度为 3.49m ，则此处钢筋混凝土自重按最大计为：2/K 74.902649.3q m N =⨯=根据《路桥施工计算手册》，采用容许应力法进行结构检算时所有荷载不用乘以荷载分项系数，则设计荷载为：m KN q q q q /17.29)225.274.90(3.0)(3.0q 5430=+++⨯=+++⨯=模板按五跨连续梁检算，其计算模型如下：查《路桥施工计算手册》P765得：最大弯矩m KN ql M ⋅=⨯⨯=⨯=12.02.017.29105.0105.022 则最大弯应力：[]MPa MPa W M 909.1010125.112.05=<=⨯==-σσ 最大剪力：KN ql V 5.32.017.29606.0606.0=⨯⨯== 最大剪应力：MPa bh V 18.1015.03.025.3323=⨯⨯⨯==τ 由于竹胶板抗剪强度可达1000MPa 以上，故抗剪强度满足。
最大挠度：mm EI ql f 61.0104375.81061002.017.29664.0100664.08644=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=⨯=- 模板检算合格。
3.3侧模板、背杠及对拉杆检算：侧膜采用定型模板。
侧压力计算：式中：P-新浇注砼对模板的最大侧压力，KN/m 2；γ-砼的容重，26 KN/m 2；t0-砼初凝时间，当无资料时，按152000+=T t 计算 ,T-砼的温度，取15℃； υ-砼浇注速度，m/h ，取1.5m/h ；2/74.9049.326m KN H P =⨯==γ221210/4715.115.11152002622.022.0m KN T t p =⨯⨯⨯+⨯⨯==υββγH-砼侧压力计算位置处至砼顶面的总高度，H=3.49m ；β1-外加剂修正系数，不掺加外加剂时取1，掺具有缓凝使用的外加剂时取1.2； β2-砼坍落度修正系数，取1.15。
取上两式中结果较小者,所以P=47KN/m 2 倾倒砼对垂直面模板产生的水平荷载：根据有关规范的规定，倾倒砼对腹板模板产生的水平荷载为2KN/m 2。
振捣荷载q ，对水平面每平方米按2.0Kpa 计算，对垂直面每平方米按4.0Kpa 计算。
3.3.1钢模面板计算按双向板计算，选用区格中三面简支，一面固结的最不利情况进行计算，区格Lx=300mm ，Ly=300mm,查《路桥施工计算手册》得：模板上线荷载：m KN q /9.153.0)4247(=⨯++=最大弯矩m KN ql M ⋅=⨯⨯=⨯=12.03.09.150839.00839.022抗弯模量：36221025.1005.03.06161m bh W -⨯=⨯⨯==弯应力：[]MPa MPa KPa W M 181048.96960481025.112.06=<==⨯==-σσ 最大挠度：计算公式: K ql f 400285.0⨯=，其中93.3)3.01(12003.0109.15)1(1223823=-⨯⨯⨯=-=v Eh K mm mm m K ql f 5.1093.01093.093.33.09.1500285.000285.0444<=⨯=⨯⨯=⨯=-（容许）面板检算合格。
腹板背杠为双拼槽钢（10号），间距60cm ，拉杆按间距80cm 布置。
双拼槽钢背杠受力模型见下图：双拼槽钢上线性荷载 ()m KN q /8.316.02447=⨯++=拉杆检算：拉杆采用φ20精轧螺纹钢筋，所受拉应力为：MPa MPa AFP 83002.8101.08.06.0530002<=÷÷⨯⨯==π 满足。
腹板背杠及对拉杆检算合格。
4．模板下方分配横梁及方木纵梁检算4.1分配横梁检算分配横梁采用10×10cm 方木，腹板底沿桥向间距20cm 搭设，底板及翼板底沿桥向间距30cm 搭设。
腹板底部为最不利布载处，检算此处方木横梁。
按三跨连续梁检算，也可按近似公式计算：弯曲强度：[]σσ≤=W ql 102抗弯刚度：[]f EIql f ≤=1504； 式中[]a 12MP =σ为木材强度极限值 ｌ——计算跨径，取0.3m q ——方木均布荷载值，取m KN q q q q q /848.19)225.2274.90(2.0)(2.0q 54310=++++⨯=++++⨯=W ——杆件截面抵抗矩，34221067.161.01.06m bh W -⨯=⨯== I ——惯性矩，36331033.8121.01.012m bh I -⨯=⨯== E ——弹性模量，查《路桥施工计算手册》，取a 1093MP ⨯[]f ——容许挠度值，[]400lf =代入公式计算：[][]MPaMPa W M mmf mm EI ql f mN ql M 18128.321088.7254424008.02.010966.3101.23848.0318*******/25448.03180081815max 61144max 22max =<=⨯====<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯===⨯⨯==--σσ[]MPa MP W ql 12a 475.01067.1102.0848.19104-22=≤=⨯⨯⨯==σσ最大剪力：KN ql V 4.22.0848.196.06.0=⨯⨯== 最大剪应力：[]MPa MPa bh V 7.136.01.01.024.2323=≤=⨯⨯⨯==ττ 满足。
最大挠度[]m l f m EI ql f 4666441054001082.21033.81091502.0848.19150---⨯==≤⨯=⨯⨯⨯⨯⨯== 满足。
4.2方木纵梁检算方木截面尺寸为12cm ×10cm ，布置方式见支架布置图。
取受力最大处即最大截面腹板下方方木，按三跨连续梁受集中荷载检算其强度和刚度。
下图分别为纵横向方木布置简图和纵向分配方木受力图。
检算最不利布载情况，此时P 为横向分配方木传递的集中力,箱梁重按最大梁高3.49m 计算。
KN 95.5848.193.0P =⨯=纵梁为松木，其容许弯应力[]MPa 12=σ，容许剪应力[]MPa 9.1=τ。
选用方木截面为12cm ×10cm,其截面模量为：3422104.2612.01.06m bh W -⨯=⨯== 采用MIDAS/Civil V6.7.1对其进行检算，计算结果如下： 分配梁最大弯应力：[]MPa MPa 1295.5max =<=σσ 最大剪应力：[]MPa MPa 9.139.1max =≤=ττ 满足。
最大挠度：m l m f 33max 105.14006.040010294.0--⨯==<⨯= 分配梁检算合格。
5．支架立杆检算5.1翼板根部立杆检算此处支架布置方式为60cm ×90cm ，水平杆步距为 1.2m ，砼自重荷载242.172667.0m KN q =⨯=总荷载2543192.25225.2242.17m KN q q q q q Q =++++=++++=单根立杆受力[]KN N KN Q N 301492.259.06.09.06.0=<=⨯⨯=⨯⨯= 满足。