箱梁计算

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箱梁模板设计计算汇总

箱梁模板设计计算1箱梁侧模以新安江特大桥主桥箱梁为例。

现浇混凝土对模板的侧压力计算：新浇筑的初凝时间按8h，腹板一次浇注高度4.5m，浇注速度1.5m/h，混凝土无缓凝作用的外加剂，设计坍落度16mm。

F=0.22*26*8*1.0*1.15*1.51/2=64.45KN/m2F=26*4.5=117.0KN/m2故F=64.45KN/m2作为模板侧压力的标准值。

q1=64.45*1.2+（1.5+4+4）*1.4=90.64KN/m2（适应计算模板承载能力）q2=64.45*1.2=77.34KN/m2（适应计算模板抗变形能力）1.1侧模面板计算面板为20mm厚木胶板，模板次楞（竖向分配梁）间距为300mm，计算高度1000mm。

面板截面参数：Ix=666670mm4，Wx=66667mm3，Sx=50000mm3，腹板厚1000mm。

按计算简图1（3跨连续梁）计算结果：Mmax=0.82*106N.mm，Vx=16315N，fmax=0.99mm。

由 Vx*Sx/(Ix*Tw)得计算得最大剪应力为 2.48MPa，大于1.35MPa不满足。

由 Mx/Wx得计算得强度应力为4.89MPa，满足。

由fmax/L得挠跨比为1/304，不满足。

按计算简图2（较符合实际）计算结果：Mmax=0.25*106 N.mm，Vx=9064N，fmax=0.12mm。

由 Vx*Sx/(Ix*Tw)得计算得最大剪应力为0.68MPa，满足。

由 Mx/Wx得计算得强度应力为3.82MPa，满足。

由fmax/L得挠跨比为1/1662，满足。

由此可见合理的建立计算模型确实能减少施工投入避免不必要的浪费。

1.2竖向次楞计算次楞荷载为：q3=90.64*103*0.3=27192N/m=27.19N/mm，选用方木100*100mm，截面参数查附表。

水平主楞间距为900mm，按3跨连续梁计算。

按计算简图计算Mmax=2.20*106N.mm，Vx=14683N，fmax=1.92mm，Pmax=26.92*103N。

40m跨径箱梁预拱度计算

附件3:40m 跨径箱梁预拱度计算一、计算目的计算各类情况下箱梁最大挠度据此设置箱梁预拱度。

二、计算思路箱梁挠度主要由以下两方面组成:1.浇筑过程中因移动模架在箱梁混凝土自重作用下产生挠度1w ,跨中挠度方向向下,悬臂端挠度方向向上；2.箱梁张拉产生的起拱值2w ,跨中挠度方向向上,悬臂端挠度方向向下,首跨跨中位置取2w =2020,悬臂位置取19mm ；标准跨跨中位置取2w =18mm,悬臂位置取17mm ；尾跨跨中位置取2w =14mm,悬臂位置取13mm 。

综上所述,箱梁总体挠度:21w w w +=。

三、已知参数1. C50混凝土弹性模量:3.45×104N/mm2。

2. 40m 箱梁滑模主梁断面经Midas-civil 分析如下:3. 40m 箱梁截面经Midas 分析如下:40m箱梁截面数据及截面特性值4．正负号规定:挠度向上为“+”,挠度方向向下为“－”。

5.横梁编号如下:40m跨径箱梁滑模横梁布置示意图(单位:m)四、40m箱梁挠度计算一)、首跨挠度计算1.1w计算首跨混凝土自重荷载308KN/m,则作用在单侧滑模主梁上的荷载为154KN/m。

Midas建立计算模型如下:首跨滑模主梁计算模型滑模主梁节点坐标及与滑模横梁编号对应关系如下表:节点横梁编号X(m) Y(m) Z(m)1 - 0 0 02 - 7.5 0 03 1 8.47 0 04 - 9.4 0 05 - 9.9 0 06 - 10 0 07 - 12.4 0 08 2 13.27 0 09 3 17.07 0 010 - 18.9 0 011 4 20207 0 012 - 21.3 0 013 5 24.67 0 014 6 28.47 0 015 - 30.3 0 016 7 32.27 0 017 8 36.07 0 018 9 39.87 0 019 - 41.7 0 020 10 42.67 0 021 11 45.07 0 022 12 47.47 0 023 - 47.8 0 024 - 50 0 025 - 50.7 0 026 - 51.4 0 027 13 52.27 0 028 - 53.5 0 029 - 55.87 0 030 14 56.07 0 031 - 58 0 032 15 59.87 0 033 - 62 0 0经运行分析,滑模主梁位移等值线如下图:首跨滑模主梁位移等值线(单位:m)节点位移表格如下:节点荷载DX (m) DY (m) DZ (m)1 40m首跨混凝土自重0 0 0.0522 40m首跨混凝土自重0 0 0.0133 40m首跨混凝土自重0 0 0.0084 40m首跨混凝土自重0 0 0.0035 40m首跨混凝土自重0 0 0.0016 40m首跨混凝土自重0 0 0.0007 40m首跨混凝土自重0 0 -0.0138 40m首跨混凝土自重0 0 -0.0189 40m首跨混凝土自重0 0 -0.03710 40m首跨混凝土自重0 0 -0.04411 40m首跨混凝土自重0 0 -0.05112 40m首跨混凝土自重0 0 -0.05313 40m首跨混凝土自重0 0 -0.06114 40m首跨混凝土自重0 0 -0.06515 40m首跨混凝土自重0 0 -0.06516 40m首跨混凝土自重0 0 -0.06417 40m首跨混凝土自重0 0 -0.05718 40m首跨混凝土自重0 0 -0.04619 40m首跨混凝土自重0 0 -0.03920 40m 首跨混凝土自重 0 0 -0.035 21 40m 首跨混凝土自重 0 0 -0.024 22 40m 首跨混凝土自重 0 0 -0.013 23 40m 首跨混凝土自重 0 0 -0.011 24 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.000 25 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.003 26 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.006 27 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.010 28 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.015 29 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.025 30 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.026 31 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.034 3240m 首跨混凝土自重 00.042 33 40m 首跨混凝土自重 0 0 0.051首跨滑模主梁节点位移表由以上数据可知,跨中最大挠度为-65mm,悬臂端挠度为+34mm 。

25_米预制箱梁伸长值计算

25米先简支后连续预应力箱梁张拉数据计算书一、中跨梁理论伸长量计算1、计算公式△L=Ｐ·L/Ag·EgＰ——平均张应力（N）L——预应力钢绞线长度（cm）Eg——钢铰线的弹性模量（N/mm2）Ag——钢绞线的截面面积（mm2）Ｐ=P[1-e-(kx+μθ)]/K·X+μ·θP——张拉力（N）X——从张拉端至计算截面积的孔道长度（m）θ——从张拉端至计算截面曲线孔道部分切线的夹角之和（rad）K——孔道每米局部偏差对摩擦的影响系数。

μ——预应力钢筋与孔道壁的摩擦系数。

2、各参数的确定XX1=24.38m X2=24.41m X3=24.44m X4=24.16m （2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积4束Ag=139*4=556(mm2）3束Ag=139*3=417(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%4束：P4=1860*106*0.75*139mm2*4*/106mm2*1.025=N=795.01( KN)3束：P3=1860*106*0.75*139mm2*3*/106mm2*1.025=N=596.257（KN）（5）θ值N1最大夹角为10.0°合计为θ1=10.0*π/180=0.175(rad)N2最大夹角为10.0°合计为θ2=10.0*π/180=0.175(rad)N3最大夹角为10.0°合计为θ3=10.0*π/180=0.175(rad)N4最大夹角为2.8°合计为θ4=2.8*π/180=0.049(rad) （6）：K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1):N1伸长量ＰN1(4束)=P4[1-e-(kxN1+μθN1)]/kx N1+μθN1=795.01KNx[1-e-（0.0015x24.38+0.20x0.175）]/（0.0015x24.38+0.20x0.175）=767.227(KN)ΔL N1=P N1.L N1/AgEg=767.227x24.38/556x1.95=17.25(cm)(2):N2伸长量ＰN2(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.41+0.20x0.175）]/0.0015x24.41+0.20x0.175=767.21(KN)ΔL N2=P N2L N2/AgEg=767.21x24.41/556x1.95=17.27(cm)(3)N3伸长量ＰN3(3束)=P3[1-e-（0.0015x24.44+0.20x0.175）]/0.0015x24.44+0.20x0.175=575.394(KN)ΔL N3(3束)=P N3(束)L N3/AgEg=561.091x24.44/417x1.95=17.29(cm)(4)N4伸长量ＰN4(3束)=P4[1-e-（0.0015x24.16+0.20x0.049）]/0.0015x24.16+0.20x0.049=582.739(KN)ΔL N4(3束)=P N4(束)L N4/AgEg=582.739x24.16/417x1.95=17.31(cm) 最后经过计算得出：N1理论伸长量：17.25(cm)N2理论伸长量：17.27(cm)N3理论伸长量：17.29(cm)N4理论伸长量：17.31(cm)二、边跨梁理论伸长量计算（1）各参数的确定XX1=24.49m X2=24.50m X3=24.51m X4=24.35m （2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积4束Ag=139*4=556(mm2）3束Ag=139*3=417(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%4束：P4=1860*106*0.75*139mm2*4*/106mm2*1.025=N=795.01(K N)3束：P3=1860*106*0.75*139mm2*3*/106mm2*1.025=N=596.257（KN）（5）θ值N1最大夹角为10.0°合计为θ1=10.0*π/180=0.175(rad)N2最大夹角为10.0°合计为θ2=10.0*π/180=0.175(rad)N3最大夹角为10.0°合计为θ3=10.0*π/180=0.175(rad)N4最大夹角为2.8°合计为θ4=2.8*π/180=0.049(rad)（6）K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1)N1伸长量ＰN1(4束)=P4[1-e-(kxN1+μθN1)]/kx N1+μθN1=795.01KNx[1-e-（0.0015x24.49+0.20x0.175）]/（0.0015x24.49+0.20x0.175）=767.165(KN)ΔL N1=P N1.L N1/AgEg=767.165x24.49/556x1.95=17.32(cm) (2)N2伸长量ＰN2(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.50+0.20x0.175）]/0.0015x24.50+0.20x0.175=767.159(KN)ΔL N2=P N2L N2/AgEg=767.159x24.50/556x1.95=17.33(cm)(3)N3伸长量ＰN3(4束)=P3[1-e-（0.0015x24.51+0.20x0.175）]/0.0015x24.51+0.20x0.175=767.153(KN)ΔL N3(4束)=P N3(束)L N3/AgEg=767.153x24.51/556x1.95=17.34(cm)(4)N4伸长量ＰN4(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.35+0.20x0.049）]/0.0015x24.35+0.20x0.049=776.877(KN)ΔL N4(4束)=P N4(束)L N4/AgEg=776.877x24.35/556x1.95=17.44(cm) 最后经过计算得出：N1理论伸长量：17.32(cm)N2理论伸长量：17.33(cm)N3理论伸长量：17.34(cm)N4理论伸长量：17.44(cm)三、箱梁顶板负弯矩钢束理论伸长量计算（1）各参数的确定XT1=7.0m T2=14.0m（2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积5束Ag=139*5=695(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%5束:P5=1860*106*0.75*139mm2*5*/106mm2*1.025=N=993.763( KN)（5）θ值T1最大夹角为0°T2最大夹角为0°（6）K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1):T1伸长量ＰT1(5束)=P5[1-e-(kxT1+μθT1)]/kx N1+μθN1=993.763KNx[1-e-（0.0015x7.0+0.20x0）]/（0.0015x7.0+0.20x0）=988.563(KN)ΔL T1=P T1.L T1/AgEg=988.53x7.0/695x1.95=5.1(cm) (2):T2伸长量ＰT2(5束)=P5[1-e-（0.0015x14.0+0.20x0）]/0.0015x14.0+0.20x0 =983.401(KN)ΔL T2=P T2L T2/AgEg=983.401x14.0/695x1.95=10.15(cm) T1理论伸长量：5.1(cm)T2理论伸长量：10.15(cm)计算：复核：监理工程师：。

箱梁支架、模板计算

箱梁边跨现浇段支架、模板的设计计算一、计算参数：1、箱梁浇段梁块体积：32.4m2，总重：842.4KN翼板体积： 7.36m2重量： 191.4KN底、腹、顶板的重量： 651.0KN2、底模采用竹胶板加枋木（10×15cm）背楞；内侧模板使用组合钢模板；外侧模板使用定型钢模板；模板的自重：0.35KN/m2。

3、施工活荷载：2.5KN/m2;砼浇注冲击荷载：4.0KN/m2;砼振捣冲击荷载：1.0KN/m2;4、荷载系数取值：静载νG=1.2 动载νG=1.4二、模板下枋木的计算：1、弯曲时枋木的应力计算：枋木间距：40cm 跨：93cm 选用：10×15cm枋木底模面积3.0×6.5=19.5m2651.0/19.5=33.38KN/m2G=0.4×(33.38+0.35)=13.49KN/mQ=0.4×(2.5+1.0+4.0)=3.0KN/mｑ=νG.G+νQ+Q=20.4KN/mq=20.4KN/m93 93 93 93 93 93 93650Mmax=1/8.ql2=1/8×20.4×0.932=2.04414KN.mW=1/6bh2=1/6×0.1×0.152=3.75×10-4m3Бmax=Mmax/W=2.04414×106/3.75×105=5.45MPa[Б]=12.0MPaБmax＜[Б] 满足施工要求2、枋木的挠度计算E=9×103MPa=9×106KN/m2I=1/12bh3=1/12×0.1×0.153=2.8×10-5m4f中=ql4/128EI=20.4×0.934/128×9×106×2.8×10-5=0.00047 f中/L=0.47/930=1/1978f/l=1/150f中/l< [f/l] 满足施工要求三、纵梁的计算：纵梁间距93cm 计算长度280cm 选用20×25枋木1、枋木背楞的各支点反力计算：N A=0.394ql=0.394×20.4×0.93=7.5KNN B=(0.606+0.526)×20.4×0.93=21.5KNN C=(0.474+0.5)×20.4×0.93=18.5KNNmax=N B=21.5KN40 40 40 40 40 40 40Bl1=140 l2=1402802、枋木背楞传下来的集中力N B作用到纵梁上产生的内力计算：查表：Aφ 1 =1/6×21.5×[0.4×1.0×(1+1/1.4)+0.8×0.6×(1+0.6/1.4)+1.2×0.2×(1+0.2/1.4)]=5.89 BΦ1=1/6×21.5×[0.4×1.0×（1+0.4/1.4）+0.8×0.6×（1+0.8/1.4）+1.2×0.2×（1+1.2/1.4）] =6.14 Aφ2=Bφ1 Bφ2=Aφ1Rφ1=6.14+5.89=12.02M1=-3 Rφ1/2L=-3×12.02/2×1.4=-12.9KN.mM BR40 40 40 2036.8KN-27.6KN 20.9KN.mR1=M B+(1.4+1.0+0.6+0.2)+V B/1.4=58.3KNR2=55.2KNW=1/6×20×252=2.08×106mm2Бmax=20.9×106/2.08×106=10.05MPa[Б]=12.0MPaБmax<[Б] 满足施工要求3.剪切应力计算纵梁Δs=200×250=5×104mm2Zmax=Qmax/As=36.8×103/5×104=0.74MPa[Z]=1.9MPaZmax <[Z] 满足施工要求4.挠度的计算:E=9×103MPa=900KN/mm2I=1/12bh2=1/12×20×252=2.6×104cm4跨中挠度 f中=N B/48EI×[40×(3×1402-4×402)+80×(3×1402-4×802)+20×(3×1402-4×202)=21.5×5.9×106/48×9×2.6×106=0.12cmf中/L=0.12/140=1/1166<[f/L]=1/150满足施工要求四.主梁的计算1.主梁受集中力的计算单侧翼板重量 1/2×191.4=95.7KN单侧翼板的底模板面积 3.0×4.0=12.0m2侧模支架每侧6片，间距80cm荷载1.4×12.0×(2.5+1.0+4.0)+1.2×(95.7+0.35×12.0)=245.9KN由6片支架均担，并传递到下架下的纵梁上纵梁选用2根Ⅰ28b为一道，每侧两道，间距120cm245.9/6=40.98KNP=40.98/2=20.5KN]80 40 40 80 80 80P P P P P PBφ1=1/6×20.5×[0.4×1.0×(1+0.4/1.4)+1.2×0.2×(1+1.2/1.4)]=1/6×20.5×0.96=3.28Aφ2=1/2×20.5×0.6×0.8×(1-0.8/1.4)=7.73Rφ1=3.28+7.73=11.0M1=-3Rφ1/2L=-3×11.0/2×1.4=11.840 80 201N0=M1+(1.0+0.2).P/1.4=11.8+20.5×1.2/1.4=26.0KNN1=11.8+20.5×(1.4+0.6)/1.4=37.2KNN2=26.0KNNmax=N1=37.2KN2.主梁的内力计算Bф1=1/6×37.2×1.2×0.2×(1+1.2/1.4)=2.76Aφ2==1/6×58.3×[0.93×2.32×(1+2.32/3.25)+1.86×1.4×(1+1.4/3.25)+2.79×0.46×(1+0.46/3.25)]=86.5120 20 93 93 93 93 93 93 93 20 1201 1140 325 325 140l1 l2 l3 l4Bφ2=1/6×58.3×[0.93×2.32×(1+0.93/3.25)+1.86×1.4×(1+1.86/3.25)+2.79×0.46×(1+2.79/3.25)]=90.4Aφ3= Bφ2 Bφ3 = Aφ2Aφ4=1/6×0.2×1.2×(1+1.2/1.4)=2.76N1=N3=6×(2.76+86.5)=535.6K1=2×(1.4+3.25)=9.3 a1=105.7/884.8=0.119K2=2×(3.25+3.25)×12.5 a2=9.3×3.25/884.8=0.034K3=9.3 a3=3.25×3.25/884.8=0.012K4=9.3×12.5-3.252=105.7 a4=9.3×9.3/884.8=0.098K5= 105.7 a5=0.034K6= 884.8 a6=0.119M2=0.034×535.6-0.098×1084.8+0.034×535.6=-69.9M1=M3=-0.119×535.6+0.034×1084.8-0.012×535.6=-33.21F1F0=M1+N1×(1.4+0.2)/1.4=33.2+37.2×1.6/1.4=66.2KN F1=M2+R1×(3.25+2.32+1.86+0.46)/3.25=69.9+58.3×7.89/3.25=163.0KNF2=33.2+58.3×(2.79+1.86+0.93)/3.25=33.2+58.3×5.58/3.25=110.3KN96.5KN-96.5KN 主梁使用2[28b W=2×534.4=1068.8cm3I=2×7481=14962cm4A=2×60.97=121.9cm2Бmax =158.4×106/1068.8×103=148.2MPa[Б]=160MPaБmax<[Б] 满足施工要求3.主梁的挠度计算E=1.9×105MPa=1.9×104KN/cm2跨中挠度: f中=R1/48EI.[(3×3252-4×932) ×93+(3×3252-4×1862) ×186+(3×3252-4×2792) =(26251947+33199326+1537569) ×58.348×1.9×104×14962=0.26cmf中/l=0.26/325=1/1250<(f/l)=1/150满足施工要求五．立杆的计算立杆由2[40焊接成型计算长度l=150cm1.立杆的轴向压力计算轴向压力 Nmax=F1=163.0KNIx=2×18644.4cm4 Iy=2×640.6cm4A=2×83.04cm2i x=√2×18644.4/2×83.04=14.98cmi y=√2×640.6/2×83.04 =2.78cmi x> i yλy=l/i y=150/2.78=54.0查表：б×103/0.865×83.04×102=22.7MPa轴向允许应力[б]=140MPaбmax<[б] 满足施工要求2.立杆的挠度计算E=1.9×105MPaF=F i F i l i/EA i=163.0×103×1500/1.9×105×83.04×102=0.15mm 立杆受压稳定，满足施工要求。

普通钢筋混凝土箱梁计算书

A 匝道桥第一联计算书1 普通钢筋混凝土箱梁纵向验算 1.1 荷载组合短期效应组合：永久作用标准值效应与可变作用频遇值效应相组合长期效应组合：永久作用标准值效应与可变作用准永久值效应相组合标准组合：作用取标准值，汽车荷载考虑冲击系数基本组合：永久作用的设计值效应与可变作用设计值效应相组合偶然组合：永久作用标准值效应与可变作用某种代表值效应、一种偶然作用标准值效应相组合1.2 验算规则1.2.1 裂缝宽度验算新《公桥规》第6.4条规范以及《城市桥梁设计规范》 A.0.3 3) 条规范： 1.2.1.1 钢筋混凝土构件，在正常使用极限状态下的裂缝宽度，应按作用（或荷载）短期效应组合并考虑长期效应影响进行验算。

1.2.1.2 钢筋混凝土构件其计算的最大裂缝宽度不应超过下列规范的限值：1）Ⅰ类和Ⅱ类环境 0.25mm 2）Ⅲ类和Ⅳ类环境 0.15mm1.2.1.3 矩形、T 行和I 形截面钢筋混凝土构件，其最大裂缝宽度W fk 可按下列公式计算：12330()0.2810SSfk SSdW C C C E σρ+=+ （mm ）0()S Pf fA A bh b b h ρ+=+−1.2.2 正截面抗弯承载力验算新《公桥规》第5.2.2条规范：矩形截面或翼缘位于受拉边的T 形截面受弯构件，其正截面抗弯承载力计算应符合以下规定：()()()'''''''000002d cd sd s s pd p p p x M f bx h f A h a f A h a γσ⎛⎞≤−+−+−−⎜⎟⎝⎠混凝土受压区高度x 应按下式计算：()'''''sd s pd p cd sd s pd po p f A f A f bx f A f A σ+=++−1.2.3 斜截面抗剪承载力验算新《公桥规》第5.2.7条规范：矩形、T 形和I 形截面的受弯构件，当配置箍筋和弯起钢筋时，其斜截面抗剪承载力计算应符合下列规定：0d cs sb pb V V V V γ≤++31230.4510cs V bh ααα−=×30.7510sin sb sd sb s V f A θ−=×∑ 30.7510sin pb pd pb p V f A θ−=×∑新《公桥规》第5.2.9条规范：矩形、T 形和I 形截面的受弯构件，其抗剪截面应符合下列要求：000.5110d V γ−≤× ()kN1.3 计算模型4x20m （8.0m 宽）箱梁纵向计算模型1.4 正常使用极限状态裂缝验算短期效应组合弯矩图（kN*m ）短期效应组合裂缝图（kN*m ）经计算，最大负弯矩处裂缝宽度为0.12mm ，最大正弯矩处裂缝宽度为0.16mm ，均符合规范要求。

20M简支箱梁计算（详细）

- 0 -《20M 简支箱梁计算》（JTGD62－2004）一、计算参数1、使用对象：（双向4车道，高速公路），半幅宽度12.75m2、环境条件：Ⅱ类3、主要材料：混凝土强度等级 C40钢材：R235、HRB335，15.2sφ预应力钢绞线：1860pk f Mpa =二、横断面布置三、结构计算（一）、板块结构几何尺寸预制板截面几何特性跨中断面（边板）- 1 -毛截面：314992.8943.857184isiS y cm A ===∑"4314992.8943.8513812438.23i i i I S y m ==⨯=∑'"402659390.3319638963.0413812438.238485915.14i i i I I I I m =+-=+-=∑∑∑换算截面：331440.2345.007364.74is iSy cm A ===∑234T s A I b td tα=+⎰ 221(145.5149.5)959595145.5149.522014+1812=+⨯++⨯+340.2237.520222677086600022333708cm +⨯⨯+＝＝（式中α高等学校教材“表2－4－3）跨中截面（中板）- 2 -毛截面：28595048.115944is iSy cm A ===∑'40i 2120672.7818882276.8628595048.117245895.14i i s I I I S y m =+-=+-⨯=∑∑∑换算截面：301123.3449.286110.74is iSy cm A ===∑'42120672.7820263050.9301123.3449.287544365.49i i i s I I I S y cm =+-=+-⨯=∑∑∑换22212121241()2T s A I S S h d S S S t t t t ==+++⎰221(141149)95951411492(1418)/21212=+⨯⨯+++4184100902521058834cm 11.87524.167⨯⨯+＝＝（二）荷载效应标准值 1、结构重力 1）板自重一期（预制板）326/r KN m =260.5915.45/q A K N ⨯ 中中＝r ＝＝- 3 -260.718418.68/m q A KN ⨯ 边边＝r ＝＝；二期（现浇铰缝、铺装层、护栏）铰缝混凝土 325/r K N m =[]250.950.730.08250.038 1.31/mq K N ⨯⨯⨯⨯⨯边＝(0.085)-(0.04)/2-(0.12+0.22)＝＝2 1.31 2.62/q K N m ⨯中＝＝铺装24(0.080.1) 1.5 6.48/q KN m ⨯+⨯中＝＝24(0.08 1.7850.11.375) 6.73/q KN m ⨯⨯+⨯边＝＝护栏按两侧刚性护栏对称布置，混凝土0.353/m m2(250.35)/8 2.19/q KN m ⨯⨯=栏＝1.31 6.7310.23/q KN m +∑边＝＝2.62 6.48 2.1911.29/q KN m ++∑中＝＝2）内力影响线- 4 -2、汽车荷载效应 1）公路Ⅰ级荷载均布荷载 10.5/k q K N m= 集中荷载 19.55180(1)238505k P K N -=⨯+=-当计算剪力时： 1.2238285.6k P KN =⨯= 2）冲击系数结果基频 1f =（桥JTGD62－2004条文说明4－3条） 322/ 1.57710/c m G g NS m ==⨯1 5.05f Hz ==当11.514Hz f Hz ≤≤：0.1767ln 0.0157f μ=- （桥规JTGD60－2004，4.3.2式）所以 0.270μ= 1 1.270μ+= 3）汽车荷载横向分配系数3(~)44c l lk 修正的刚性横梁法 2ii ii ii iI a I R e Ia I β=±∑∑- 5 -221112ii iGl T E a I β=+∑∑ （式中G/E=0.4 ）20.0848660.072330.604iI=⨯+⨯=∑；20.0033460.21059 1.71iT =⨯+⨯=∑222222 5.250.084862(3.75 2.250.75)0.07246 4.6779 2.85317.531i ia I=⨯⨯+++⨯=+=∑边板 1 5.25a m = 11 5.250.084860.446I a =⨯=∴210.2579119.5 1.7110.4127.531β==<⨯+⨯ 符合规定 10.084860.08486 5.250.25790.14050.0153i i R e e ⨯=±⨯=±二列车影响线布载得：(0.22250.19500.17440.1470)/c k =+++= 0.5k 支＝沿桥纵向布置：- 6 -(三)持久状态承载能力极限状态计算1、正截面抗弯承载能力按《规范》5.2.2-1式计算00()2d cd x M f bx h γ≤-顶板：0b=183cm,t=12cm,h =91cm混凝土抗力：618.41830120 4.0410cd f bt N =⨯⨯=⨯由于顶板混凝土抗力大于钢筋抗力，混凝土受压区高度x 在顶板内，'112602800280791111.418.41830Pd P sd S cd f A f A x mm f b +⨯+⨯===⨯根据JTG D60－2004 基本组合表达式（4.1.6－1）取用分项系数0γ――结构重要性系数，0γ=1.1；G γ――结构自重分项系数， G γ＝1.21Q γ――汽车荷载（含冲击力）的分项系数，取1Q γ＝1.4- 7 -001112()m nd Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i j M S S S γγγγφγ===++∑∑[]1.11.2(887.86486.23) 1.4(10.270)613.123012.94K N m =⨯++⨯+⨯=⋅ 60111.4(18.41830111.4(910)3204.531022r cd x M f bx h N mm =-=⨯⨯-=⨯⋅03204.533012.94dK N m M K N mγ=⋅>=⋅ 符合规定 2、斜截面抗剪承载能力按《桥规》5.2.7－1式计算0d cs sb pb V V V V γ≤++ （荷载效应分项系数同正截面抗弯强度）计算斜截面位置距支点/2h ，d V 是斜截面受压端上由作用效应产生的最大剪力组合设计值：[]0 1.11.2(155.5385.17) 1.4(10.270)156.20623.22d V KN γ=⨯++⨯+⨯=1）预制板截面尺寸应符合《规范》5.2.9式000.5100.51102140910821.86623.22d V b h KN KN γ--≤⨯⋅=⨯⨯⨯=>按《规范》5.2.10式检验斜截面要不要设箍筋330200.5100.510 1.25 1.652140910159.25d td V f bh KN γα--≤⨯=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=对于板式受弯构件 1.25159.25=199.06K N <62⨯ 所以预制板截面尺寸满足《规范》要求，但斜截面得设箍筋。

3535453535m钢箱梁计算书

钢箱梁计算书（2）1.结构特点上部结构采用5孔一联钢箱梁结构，桥跨布置为(35+35+45+35+35)=185m，桥面宽度为25m，单箱多室截面，道路中心线处梁高2000mm，箱宽25m。

横隔梁的布置间距为2.0m。

钢材材质为Q345C。

钢箱梁顶面设%双向横坡。

桥面铺装采用4cm细粒式沥青混凝土面层和4cm中粒式沥青混凝土底层，桥面铺装层总厚度为8cm。

另设8cm钢筋砼层。

采用混凝土防撞护栏。

2.设计荷载汽车荷载：城-A级。

3.箱梁顶板板厚的确定钢箱梁的顶板板厚对全桥的经济指标影响较大，根据目前钢箱梁的设计经验和实际汽车荷载超重的影响，箱梁顶板板厚宜取14mm。

4.箱梁标准段截面5.纵肋设计横肋布置间距a=2000mm顶板纵肋布置间距b=300mm城-A车辆前轮着地宽度2g=0.25m，分布宽度：+*2=0.41 m城-A车辆后轮着地宽度2g=0.6m，分布宽度：+*2=0.76 m5.1纵肋截面几何特性1）桥面板有效宽度的确定关于桥面板的有效计算宽度，参考日本道路桥示方书的规定进行计算。

纵肋等效跨度L=0.6a=1200mm, b/2L=λ=2L2L219.1mm 取有效宽度为210mm。

2）截面几何特性计算纵肋板件组成：1-210x14（桥面板），1-90x10（下翼缘），1-156x8（腹板）A=50.88 cm2I= 2399.5 cm4Yc=12.2 cm （距下翼缘）Wt=413.7 cm3；Wb=196.7 cm35.2纵肋内力计算1)作用于纵肋上的恒载a)纵肋自重q1=*1e-4**= kg/mb)钢桥面板自重q2=*b*=38.5 kg/mc)桥面铺装（厚8cm）q3=*b*=67.2 kg/md)砼桥面板（厚8cm）q4=*b*=72.8 kg/me)恒载合计∑q=197.0 kg/m2)汽车冲击系数(1+μ)=1+=3)作用于纵肋上的活载纵肋反力计算图式（尺寸单位：mm）采用Midas/Civil程序计算纵肋荷载横向分配值，后轮：在0.76m宽度内布t/m的均布力时，计算得到纵肋的最大反力为t。

部颁图30米小箱梁计算手册

目录1 计算依据与基础资料 (1)1.1 标准及规范 (1)1.1.1 标准 (1)1.1.2 规范 (1)3.1.5 荷载横向分布系数汇总 (17)3.2 剪力横向分布系数 (18)3.3 汽车荷载冲击系数μ值计算 (18)3.3.1汽车荷载纵向整体冲击系数μ (18)3.3.2 汽车荷载的局部加载的冲击系数 (18)4 主梁纵桥向结构计算 (18)4.1箱梁施工流程 (18)4.2 有关计算参数的选取 (19)4.3 计算程序 (20)4.4 持久状况承载能力极限状态计算 (20)4.4.1 正截面抗弯承载能力计算 (20)5.1 荷载标准值计算（弯矩） (30)5.1.1 预制箱内桥面板弯矩计算 (31)5.1.2 现浇段桥面板弯矩计算 (33)5.1.3 悬臂段桥面板弯矩计算 (35)5.2 荷载标准值计算（支点剪力） (37)5.2.1 预制箱内桥面板支点剪力计算 (37)5.2.2 现浇段桥面板支点剪力计算 (37)5.3 持久状况承载能力极限状态计算 (38)5.3.1 预制箱内桥面板承载能力极限状态计算 (38)5.3.2 现浇段桥面板承载能力极限状态计算 (40)5.3.3 悬臂段桥面板承载能力极限状态计算 (41)预应力混凝土公路桥梁通用设计图成套技术通用图计算书（30m 装配式预应力混凝土连续箱梁）1 计算依据与基础资料1.1.3 参考资料∙《公路桥涵设计手册》桥梁上册（人民交通出版社2004.3）1.2 主要材料1）混凝土：预制梁及现浇湿接缝、横梁为C50、现浇调平层为C40；2）预应力钢绞线：采用钢绞线15.2s φ，1860pk f MPa =，51.9510p E Mpa =⨯3）普通钢筋：采用HRB335，335sk f MPa =，52.010S E Mpa =⨯1.3 设计要点1）本计算示例按后张法部分预应力混凝土A 类构件设计，桥面铺装层80mmC40混凝土不参与截面组合作用；2）根据组合箱梁横断面，采用荷载横向分布系数的方法将组合箱梁3.1.1 刚性横梁法1）抗扭惯矩计算宽跨比B/L＝13.5/30＝0.45≤0.5,可以采用刚性横梁法。

新规范35m箱梁计算书

新规范35m箱梁计算书.一、总体概述上部箱梁构造为5×35连续小箱梁，桥宽12.25米，由4榀小箱梁联结构成，布置图如下图所示。

设计荷载公路Ⅰ级。

本计算只对边梁单榀箱梁进行分析，模的主要规范有：1．《公路桥涵设计通用规范》（JTGD60-2004）2．《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》（JTGD62-2004）3.《公路工程技术标准》（JTGB01-2003）(一)技术指标设计荷载：公路Ⅰ级。

桥面宽度：0.5＋11.25+0.5=12.25米，单幅桥。

标准桥面横坡：2%跨径：35米斜度：0°，10°,20°,30°,40°主梁片数：4片梁。

预制梁长：34.3米。

预制梁高：1.8米。

桥面铺装：9cm沥青混凝土。

混凝土调平层: 8cm50号混凝土。

(二)相关参数相对温度 75%桥面板与其它部分的温差为±5°预应力管道成形为钢波纹管管道摩擦系数u=0.25管道偏差系数λ=0.0025l/米钢筋回缩和锚具变形为6mm(三)主要材料1．混凝土材料预制箱梁、横隔板 50号混凝土现浇连续段、封锚端、湿接缝 50号混凝土现浇桥面层50号混凝土主梁采用50号混凝土，力学性能见表1.1混凝土力学性能表表1.12预应力筋均采用符合ASTM A416-96a标准的高强低松弛270级钢绞线，公称直径φj15.24mm，公称面积为140mm2，标准强度为MPaR by1860=，，控制张拉应力为1395MPa。

弹性模量为MPaEy51095.1⨯=。

（四）预应力布置预应力构造分为两种类型：顶板索和腹板连续索。

预制小箱梁采用OVM型锚具及配套的设备。

箱梁顶板负矩钢束采用BM15型锚具及配套的设备，管道成孔采用波纹扁管，且要求钢波纹扁管的钢带厚度不小于0.35mm。

预应力张拉采用引伸量和张拉吨位双控。

并以引伸量为主。

引伸量误差不得超过-5%~10%。

12—40m现浇箱梁计算

=51.664KN/m（2m宽载）
胶板
1.2×（a+b+c）+1.4（d+e+f）
1.2×（74.88+0.4+0.75×2）+1.4×[(2.5+4+2)×2]
=115.94KN/m(2m宽载)
顶+底板：
1.2×（a+b+c）+1.4×(d+e+f)
=1.2×（31.46+0.4+0.75×2）+1.4×[（2.5+4+2）×2]
2.边支墩应力
最大应力为234.7Mpa，允许应力235Mpa，强度满足。
内力计算表格（附表）
四、结果
综合以上强度和位移满足。
（中支墩承台建议采用混凝土或者是混凝土枕木，强度检算、细部构造图、地基处理、钢管柱伸入承台深度计算等请二队人员计算）
本检算在贝雷梁支撑点处，设置由双10#槽钢，下部有加劲肋，贝雷片横向在支点处采用10#槽钢做成的支撑架，非支撑点处有6#角钢做成支撑架。
腹板：19.32×1.5=28.98KN/m
顶+底板：15.96×1.5=23.94KN/m
2.模型
（1）贝雷片各杆采用梁单元组建（梁单元为有限元中，单元两端均固定约束，承受弯矩、剪力、扭矩、轴力），由于两贝雷片之间采用销子连接，实际上为一个不承受绕销子转动的弯矩，那么建模时将连接处贝雷片构件（梁单元）的这个约束释放掉。
定义边界时采用连续梁边界。
（三）结构计算结果
1．反力
最大328.09KN
2．位移
最大14mm，允许最大位移L/400=18/400=45mm，位移满足。
3.应力

箱梁计算

二、支架设计承载力参数1、立杆设计荷载2、横杆设计荷载3、方木、模板设计参数[σw] = 13MPa[ τ] = MPaE = ×104 MPa10×10cm方木截面抵抗矩：A=bh=100*100=10000mm2I=bh3/12=100*1003/12=*106mm4W=bh2/6=100*1002/6=*105mm3S m=bh2/8=100*1002/8=*105mm3三、箱梁砼自重参数箱梁具体尺寸见设计院图纸。

1、箱梁砼容重按25kN/m3，本次计算按箱梁腹板荷载计算，翼板因荷载偏小，不在验算范围内。

2、箱梁普通截面段腹板每延米砼恒载计算：腹板截面S=*=0.85m2，每延米砼恒载P1=×25=m。

3、横梁、端梁每延米砼恒载计算：(按最不利荷载截面即纵向的横截面计算)箱梁截面S=×=28.475m2每延米砼恒载P2=×25=m，中横梁宽为2m，端梁宽1.2m。

四、荷载组合1、人员及施工机械设备荷载P3=m22、混凝土倾倒及振捣产生的荷载P4=2kN/m2荷载组合按照Ⅱ类荷载组合计算，P＝恒载+活载五、支撑体系验算（一）箱梁普通截面段1、模板验算（1）底板模板验算：模板每延米荷载计算：q＝*P1+(P3+P4)*=*++2)*=m腹板宽度为500mm，板宽按0.5m计算。

1.计算简图箱梁模板底横向10×10cm方木间距均为300cm，按均布荷载作用下的二等跨连续梁计算。

2.截面特性A=bh=500*20=10000mm2I=bh3/12=500*203/12=333333mm4W=bh2/6=500*202/6=33333mm3S m=bh2/8=500*202/8=25000mm33.截面验算查表可知：弯距系数Kmmax＝，剪力系数Kv B＝+＝，扰度系数Kw中＝中(1)抗弯强度验算M max=M中==**=·mσ=M max/W=*106/33333=<[σw]=满足要求(2)剪切强度验算Q max==**=τmax=QS m/I m b=*103*25000/(333333*500)=< [τ]= MPa满足要求(3)挠度验算f max=（100EI）=**3004/(100**104*333333)=0.352mm< [ f ]=L/400=300/400=0.75mm满足要求（2）侧板模板验算：混凝土等级为C50，坍落度选用160～180mm，砼容重为γc＝25 KN/m3，采用汽车泵导管运送混凝土至箱梁，浇筑速度V＝2m/h，砼温度为30℃，用插入式振捣器振捣。

20M简支箱梁计算(详细)

- 0 -《20M 简支箱梁计算》（JTGD62－2004）一、计算参数 1、使用对象：（双向4车道，高速公路），半幅宽度12.75m 2、环境条件：Ⅱ类 3、主要材料：混凝土强度等级 C40钢材：R235、HRB335，15.2sφ预应力钢绞线：1860pk f Mpa =二、横断面布置三、结构计算（一）、板块结构几何尺寸预制板截面几何特性跨中断面（边板）- 1 -毛截面：314992.8943.857184is iSy cm A ===∑"4314992.8943.8513812438.23i i i I S y m ==⨯=∑'"402659390.3319638963.0413812438.238485915.14i i i I I I I m =+-=+-=∑∑∑换算截面：331440.2345.007364.74is iSy cm A ===∑234T s A I bt d tα=+⎰221(145.5149.5)959595145.5149.522014+1812=+⨯++⨯+340.2237.520222677086600022333708cm +⨯⨯+＝＝（式中α高等学校教材“表2－4－3）- 2 -毛截面：28595048.115944isiS y cm A ===∑'40i 2120672.7818882276.8628595048.117245895.14i i s I I I S y m =+-=+-⨯=∑∑∑换算截面：301123.3449.286110.74is iSy cm A ===∑'42120672.7820263050.9301123.3449.287544365.49i i i s I I I S y cm =+-=+-⨯=∑∑∑换22212121241()2T s A I S S hd S S S t t t t ==+++⎰221(141149)95951411492(1418)/21212=+⨯⨯+++4184100902521058834cm 11.87524.167⨯⨯+＝＝（二）荷载效应标准值 1、结构重力 1）板自重一期（预制板）326/r KN m =260.5915.45/m q A KN ⨯中中＝r ＝＝- 3 -260.718418.68/m q A KN ⨯边边＝r ＝＝；二期（现浇铰缝、铺装层、护栏）铰缝混凝土 325/r KN m =[]250.950.730.08250.038 1.31/mq KN ⨯⨯⨯⨯⨯边＝(0.085)-(0.04)/2-(0.12+0.22)＝＝2 1.31 2.62/q KN m ⨯中＝＝铺装24(0.080.1) 1.5 6.48/q KN m ⨯+⨯中＝＝24(0.08 1.7850.1 1.375) 6.73/q KN m ⨯⨯+⨯边＝＝护栏按两侧刚性护栏对称布置，混凝土0.353/m m2(250.35)/8 2.19/q KN m ⨯⨯=栏＝1.31 6.7310.23/q KN m +∑边＝＝2.62 6.48 2.1911.29/q KN m ++∑中＝＝2）内力影响线- 4 -2、汽车荷载效应 1）公路Ⅰ级荷载均布荷载 10.5/k q KN m = 集中荷载 19.55180(1)238505k P KN -=⨯+=-当计算剪力时： 1.2238285.6k P KN =⨯= 2）冲击系数结果基频 1f =（桥JTGD62－2004条文说明4－3条） 322/ 1.57710/c m G g NS m ==⨯1 5.05f Hz ==当11.514Hz f Hz ≤≤：0.1767ln 0.0157f μ=- （桥规JTGD60－2004，4.3.2式）所以 0.270μ= 1 1.270μ+= 3）汽车荷载横向分配系数3(~)44c l lk 修正的刚性横梁法 2ii ii ii iI a I R e Ia I β=±∑∑- 5 -221112ii iGl T E a I β=+∑∑ （式中G/E=0.4 ）20.0848660.072330.604iI=⨯+⨯=∑；20.0033460.21059 1.71iT =⨯+⨯=∑222222 5.250.084862(3.75 2.250.75)0.07246 4.6779 2.85317.531i ia I=⨯⨯+++⨯=+=∑边板 1 5.25a m = 11 5.250.084860.446I a =⨯=∴210.2579119.5 1.7110.4127.531β==<⨯+⨯ 符合规定 10.084860.08486 5.250.25790.14050.0153i i R e e ⨯=±⨯=±二列车影响线布载得：(0.22250.19500.17440.1470)/20.3695c k =+++= 0.5k 支＝沿桥纵向布置：- 6 -(三)持久状态承载能力极限状态计算1、正截面抗弯承载能力按《规范》5.2.2-1式计算00()2d cd x M f bx h γ≤-顶板：0b=183cm,t=12cm,h =91cm混凝土抗力：618.41830120 4.0410cd f bt N =⨯⨯=⨯由于顶板混凝土抗力大于钢筋抗力，混凝土受压区高度x 在顶板内，'112602800280791111.418.41830Pd P sd S cd f A f A x mm f b +⨯+⨯===⨯ 根据JTG D60－2004 基本组合表达式（4.1.6－1）取用分项系数0γ――结构重要性系数，0γ=1.1；G γ――结构自重分项系数， G γ＝1.21Q γ――汽车荷载（含冲击力）的分项系数，取1Q γ＝1.4- 7 -001112()m nd Gi Gik Q Q k c Qj Qjk i j M S S S γγγγφγ===++∑∑[]1.11.2(887.86486.23) 1.4(10.270)613.123012.94KN m =⨯++⨯+⨯=⋅60111.4()18.41830111.4(910)3204.531022r cd x M f bx h N mm =-=⨯⨯-=⨯⋅03204.533012.94d KN m M KN m γ=⋅>=⋅ 符合规定 2、斜截面抗剪承载能力按《桥规》5.2.7－1式计算0d cs sb pb V V V V γ≤++ （荷载效应分项系数同正截面抗弯强度）计算斜截面位置距支点/2h ，d V 是斜截面受压端上由作用效应产生的最大剪力组合设计值：[]0 1.11.2(155.5385.17) 1.4(10.270)156.20623.22d V KN γ=⨯++⨯+⨯=1）预制板截面尺寸应符合《规范》5.2.9式000.5100.51102140910821.86623.22d V b h KN KN γ--≤⨯⋅=⨯⨯⨯=>按《规范》5.2.10式检验斜截面要不要设箍筋330200.5100.510 1.25 1.652140910159.25d td V f bh KN γα--≤⨯=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=对于板式受弯构件 1.25159.25=199.06KN<623.22KN ⨯ 所以预制板截面尺寸满足《规范》要求，但斜截面得设箍筋。

现浇箱梁模板计算

现浇箱梁模板计算现浇箱梁模板计算1、侧模板计算（1）、侧压力计算计算侧压力P值，假设温度T＝35℃，按每小时浇筑30ｍ3砼计算，V＝4.5ｍ/ｈ。

则：Pｍ＝4.6V1/4＝4.6*4.51/4＝6.7KPａ考虑振动荷载4KPａ，则P＝6.7+4＝10.7KPａ（2）、按强度要求进行计算外侧模板立挡间的间距为50ｃｍ，木材采用竹胶板，ｆｃ＝11MPａ，将侧压力化为线布荷载ｑ＝7.62*Pｍ＝7.62*10.7＝81.5KN/ｍ。

Mｍａｘ＝ｑL2/10＝81.5*0.52/10＝2KN.ｍ需要Wｎ＝2*106/13＝__ｍｍ3选用侧模板的截面尺寸为15ｍｍ*7200ｍｍ截面抵抗矩W＝7620*152/6＝__ｍｍ3＞Wｎ可满足要求。

＝1.25ｍｍ符合要求。

（3）、对侧模板采用的横纵肋进行计算由于侧模板计算仅对侧压力进行计算，对于翼板部分由于重量较轻，可不做计算。

施工过程中侧模板的加强肋为水平肋，水平肋被支在垂直肋上，假设垂直肋水平间距定为L＝50ｃｍ，两水平肋间距定为ａ＝80ｃｍ，则分布在该水平肋上的均布荷载为：现浇箱梁模板计算新浇筑砼对模板的侧压力，若按砼的有效压头3.90ｍ进行计算ｐｍａｘ＝ｒ.ｈ＝26*3.9＝101.4KPａｑ＝P＊ａ＝101.4*0.5＝50.7KN/ｍ按简支梁考虑，最大弯矩：Mｍａｘ＝ｑL2/8＝50.7*0.52/8＝1.584KN.ｍ水平肋采用60*90ｍｍ方木，其截面模量：W＝ｂ.ｈ3/3＝0.06*0.093/3＝1.458*10-5采用落叶松木材，其容许弯应力［σ］＝13*103KPａ［σ］＝Mｍａｘ/（ｎW）ｎ＝Mｍａｘ/（［σ］W）＝1.584/（13*103*1.458*10-5）＝8.36根实际施工时对于水平肋在3.9ｍ范围内，其带木的根数为9根，水平肋间距应为3.9/8＝0.49ｍ。

水平肋间距取0.50ｍ符合要求。

（3）、面板按刚度要求计算ω＝ｑL4/150EL＝6.7*7.2*5004/（150*9*103*7200*153/12）＝1.103ｍｍ＜［ω］现浇箱梁模板计算＝500/400＝1.25ｍｍ则侧模采用1.5ｃｍ竹胶板符合要求。

箱梁脚手架计算

箱梁脚手架计算1．桥梁自重：以11 米标准箱梁控制，其余脚手架均按此布置（一）腹板未变宽段（标准段）：（1）箱体（不包括翼板）每延米砼数量V=1.8 x 0.4 x 3+7X 0.2+7 x 0.3 = 5.66m3/m重量q=5.66 x 2.5 x 1.0=14.1T （141KN⑵每延米腹板砼数量V1 = 1.8 x 0.4=0.8m3 重量q1=0.8x2.5x1.0=20 KN（3）面积荷载：箱体部分：141KN/7=20.1KN/m2腹板部分：20KN/0.4=50KN/m2（二）腹板变宽段按隔梁计算：面积荷载：1.8x0.4x2.5x1.1/0.4= 50 KN/m22．其它荷载：（一）人员、材料：2.5KPa垂直模板：1.0KPa（二）振捣砼：水平模板：2.0KPa垂直模板：4.0KPa（三）模板、支架自重：另行计算。

二、模板设计：1底、侧面模板：5 = 15mm竹塑模板横向肋木：10X 125px纵向肋木：10X 250px2．计算荷载：（一）人员、材料：2.5KPa 集中荷载：2.5KN（二）振捣混凝土：水平模板：2.0KPa垂直模板：4.0KPa（三）模板、肋木最大自重：10KN/m3（四）砼自重：21.5KPa3．模板检算：（一）强度：q=（20.1KN+0.18KN）X 1.2 X 1.0 m+（2.5KN+2.0KN）X 1.4 = 24.3 + 6.3 = 30.6 KN/mM=1/8 - q • 12=1/8 X 30.6 X 0.32=0.34 KN •m（T = M/W= 0.34 /（1/6 X 1.0 X 0.122）= 14.2 MP X ［（T ］= 35 MPa强度满足要求。

［（T ］见竹胶模产品介绍竹胶板弹性模量：E=10.56X 103 MpaF = (5X ql4 ) / (384EI)=(5X 30.6 x 103X 0.304) / (384x 10.56 x 109X2.8125 x 10-7) =10.8 x 10-4(m)= 1.08mm<[f]=600/200=3mm，刚度满足要求。

箱梁张拉计算

前洼大桥箱梁预应力张拉数值计算及压浆方案一、相关参数。

k—预应力钢束的平均张拉力（MP）；。

一预应力钢束张拉端锚下张拉力（MP）；L—预应力钢束的长度（m）；Ay—每个孔道预应力钢束的截面面积（mm2），取检验值；Ey—钢绞线的弹性模量（N/mm2），取试验值；k—孔道每米局部偏差对摩擦的影响系数，对于金属波纹管按施工图取0.0015；x—从张拉端锚下到计算截面的孔道长度（m），取计算值；6—从张拉端锚下至计算截面曲线孔道部分切线夹角之和（rad）；L预应力钢束与孔道壁的摩擦系数，对于金属波纹管按施工图取0.25。

部分预应力组合箱梁张拉使用钢材为低松驰、高强度的预应力钢绞线，单根钢绞线直径为①J5.24mm,钢绞线面积A=140mm2,标准强度f pK=1860Mpa,Mpa,张拉锚下控制应力为O =0.75f pk=1395Mpa。

弹性模量为Ep=1.95X 105二、各束钢绞线张拉时相关值计算如下：1、理论伸长值（计算至油顶后端）①钢绞线平均张拉应力：O k= O * [ 1-e（K l印e）] / （Kl+p 0 ）②理论伸长值:△L= (a k*L ) / (Ay*Eg)(L值为钢绞线在箱梁内部长度)根据钢绞线检测报告，Eg=1.95X10Mpa。

5以中跨箱梁N1钢束为例，计算如下：l=L/2= (3086-130)/2=14.78m0 = 0_182 ==0.0927radkl+p 0 =0.0015X14.78+0.25X0.0927=0.04534553a k/a = (1-e -0.04534553)/0.04534553=0.977666△L二(0.977666*1395*14.78*100/1.95*105)*2=20.7cm2、实际张拉力控制控制张拉力为在锚固点下的力，故张拉时千斤顶实际张拉力为：5 束：P=5X1395X140=976.5KN 54 束：P=4X1395X140=781.2KN 4实际张拉时以油表读数控制张拉力，初应力。

箱梁支架计算书

箱梁支架计算书红岭立交改造造箱梁以箱梁宽8m,箱梁高1.4m,两侧翼缘板宽2.0m为标准断面进行计算一、立柱φ600δ=10@2.65m,横梁40b工字钢@1.5m计算式(以8m桥长为计算实例)(一)、荷载计算1.结构自重G=[0.55*2*1.4+(0.2+0.45)*2*2/2+(0.2+0.25)*1.45*2]*25*8=829KN2.模板自重Q1=0.5*8*8=32KN3.输送泵输送砼冲击荷载Q2=20KN4.振捣砼产生的荷载Q3=20KN5.施工荷载Q4=1.0*8*8=64KN6.荷载总计Σ=829*1.2+32*1.2+20*1.4+20*1.4+64*1.4=1179KN7.每跨由4根立柱支撑,则每根立柱所承受压力为N=1179/4=295KN(二)、φ600δ=10钢管力学性能A=3.14*(D2-d2)/4=3.14*(6002-5802)/4=18526mm2I=3.14*(D4-d4)/64=3.14*(6004-5804)/64=806*103cm4W=0.098*(D4-d4)/D=0.098*(6004-5804)/600=2689.9cm3i=0.354D=0.354*600=212.4mm（三）、立柱受力计算1. 按计算长度为10m,u=2.0计算λ=10000*2/212.4=94.22. 按b类结构查表得ψ=0.591f=N/(ΨA)=295*103/(0.591*18526)=26.9N/mm2＜f y=215 N/mm2故立柱符合设计要求(四)、横向工40b受力计算1．N1=1179/8*1.5=221KN2．Mmax=221*a(2c+b)/2.65 b=1.5,当c=a=0.575时,M最大,Mmax=221*0.575*(2*0.575+1.5)/2.65=127.1KN.m工40bW y=1139cm33．f=M/(r x W y)=127.1*106/(1.05*1139*103)=106.3N/mm2＜f y=215 N/mm2故横向工40b符合要求（四）、纵向工40b梁受力计算1.弯矩计算纵向工40 b为均布受荷，工40b@150q=1179/8/8*1.5=27.6KN/mM=q*l2/8=27.6*82/8=220.8KN.m2．f=M/(r x W y)=220.8*106/(1.05*1139*103)=185N/mm2＜f y=215 N/mm2 2.挠度计算计算挠度时按构件实际静载计算1．N=(829+32)/8/8*1.5=20.2KN/m2．Vmax=5*N*l4/(384*EI)=5*20.2*78004/(384*206*103*22781*104)=20.7mm≈L/400=19.5mm故纵向工40b梁符合要求二、φ48δ=3.5满堂脚手架计算(一)、荷载计算(以立杆立于腹板下,直接承受腹板荷载的最不利情况计算)1.构件自重G=0.5*0.6*1.4*25=10.5KN2.模板自重Q1=0.5*0.5*0.6=0.15KN3.输送泵输送砼冲击荷载Q2=4*0.5*0.6=1.2KN4.振捣砼产生的荷载Q3=4*0.5*0.6=1.2KN5.施工荷载Q4=1.0*0.5*0.6=0.3KN6.荷载总计Σ=10.5*1.2+0.15*1.2+1.2*1.4+1.2*1.4+0.3*1.4=16.6KN(二)、φ48δ=3.5钢管力学性能A=3.14*(D2-d2)/4=3.14*(482-412)/4=489mm2i=0.354D=0.354*48=16.99mm（三）、立杆受力计算立杆计算长度以顶层立杆,上部悬臂长0.5m计算1．λ=(1.5+0.5*2)*1000/16.99=147.1按b类结构查表得ψ=0.3392．f=N/(ΨA)=16.6*103/(0.339*489)=100.1N/mm2＜f y=215 N/mm2故立柱符合设计要求(四)、横向8*8cm木枋受力计算1. 8*8cm木枋力学性能A=80*80=6400mm2I=8*83/12=341cm3W=bh2/6=8*82/6=85cm3i=0.289b=0.289*80=23.12mm2. 荷载计算(以横杆在腹板下承受腹板压力时计算)q=[1.4*25*1.2+1*1.4+0.5*1.2+0.4*1.4+0.4*1.4]*0.6=27.1KN/m M=ql2/8=27.1*0.52/8=0.85KN.mf=M/(r x W y)=0.85*106/(1.0*85*103)=10N/mm2＜f y=13 N/mm2五、纵向8*8cm木枋受力计算q=[1.4*25*1.2+1*1.4+0.5*1.2+0.4*1.4+0.4*1.4]*0.4=18.1KN/m M=ql2/8=18.1*0.62/8=0.82KN.mf=M/(r x W y)=0.82*106/(1.0*85*103)=0.97N/mm2＜f y=13 N/mm2故纵向木枋符合要求。

25_米预制箱梁伸长值计算

25米先简支后连续预应力箱梁张拉数据计算书一、中跨梁理论伸长量计算1、计算公式△L=Ｐ〃L/Ag〃EgＰ——平均张应力（N）L——预应力钢绞线长度（cm）Eg——钢铰线的弹性模量（N/mm2）Ag——钢绞线的截面面积（mm2）Ｐ=P[1-e-(kx+μθ)]/K〃X+μ〃θP——张拉力（N）X——从张拉端至计算截面积的孔道长度（m）θ——从张拉端至计算截面曲线孔道部分切线的夹角之和（rad）K——孔道每米局部偏差对摩擦的影响系数。

μ——预应力钢筋与孔道壁的摩擦系数。

2、各参数的确定XX1=24.38m X2=24.41m X3=24.44m X4=24.16m（2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积4束 Ag=139*4=556(mm2）3束 Ag=139*3=417(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%4束：P4=1860*106*0.75*139mm2*4*/106mm2*1.025=795010N=795.01(KN) 3束：P3=1860*106*0.75*139mm2*3*/106mm2*1.025=596257N=596.257（KN）（5）θ值N1最大夹角为10.0°合计为θ1=10.0*π/180=0.175(rad)N2最大夹角为10.0°合计为θ2=10.0*π/180=0.175(rad)N3最大夹角为10.0°合计为θ3=10.0*π/180=0.175(rad)N4最大夹角为2.8°合计为θ4=2.8*π/180=0.049(rad)（6）：K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1):N1伸长量ＰN1(4束)=P4[1-e-(kxN1+μθN1)]/kx N1+μθN1=795.01KNx[1-e-（0.0015x24.38+0.20x0.175）]/（0.0015x24.38+0.20x0.175）=767.227(KN)ΔL N1=P N1.L N1/AgEg=767.227x24.38/556x1.95=17.25(cm)(2):N2伸长量ＰN2(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.41+0.20x0.175）]/0.0015x24.41+0.20x0.175 =767.21(KN)ΔL N2=P N2L N2/AgEg=767.21x24.41/556x1.95=17.27(cm)(3)N3伸长量ＰN3(3束)=P3[1-e-（0.0015x24.44+0.20x0.175）]/0.0015x24.44+0.20x0.175 =575.394(KN)ΔL N3(3束)=P N3(束)L N3/AgEg=561.091x24.44/417x1.95=17.29(cm) (4)N4伸长量ＰN4(3束)=P4[1-e-（0.0015x24.16+0.20x0.049）]/0.0015x24.16+0.20x0.049 =582.739(KN)ΔL N4(3束)=P N4(束)L N4/AgEg=582.739x24.16/417x1.95=17.31(cm) 最后经过计算得出：N1理论伸长量：17.25(cm)N2理论伸长量：17.27(cm)N3理论伸长量：17.29(cm)N4理论伸长量：17.31(cm)二、边跨梁理论伸长量计算（1）各参数的确定XX1=24.49m X2=24.50m X3=24.51m X4=24.35m （2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积4束 Ag=139*4=556(mm2）3束 Ag=139*3=417(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%4束：P4=1860*106*0.75*139mm2*4*/106mm2*1.025=795010N=795.01(KN) 3束：P3=1860*106*0.75*139mm2*3*/106mm2*1.025=596257N=596.257（KN）（5）θ值N1最大夹角为10.0°合计为θ1=10.0*π/180=0.175(rad)N2最大夹角为10.0°合计为θ2=10.0*π/180=0.175(rad)N3最大夹角为10.0°合计为θ3=10.0*π/180=0.175(rad)N4最大夹角为2.8°合计为θ4=2.8*π/180=0.049(rad)（6）K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1)N1伸长量ＰN1(4束)=P4[1-e-(kxN1+μθN1)]/kx N1+μθN1=795.01KNx[1-e-（0.0015x24.49+0.20x0.175）]/（0.0015x24.49+0.20x0.175）=767.165(KN)ΔL N1=P N1.L N1/AgEg=767.165x24.49/556x1.95=17.32(cm) (2)N2伸长量ＰN2(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.50+0.20x0.175）]/0.0015x24.50+0.20x0.175 =767.159(KN)ΔL N2=P N2L N2/AgEg=767.159x24.50/556x1.95=17.33(cm)(3)N3伸长量ＰN3(4束)=P3[1-e-（0.0015x24.51+0.20x0.175）]/0.0015x24.51+0.20x0.175 =767.153(KN)ΔL N3(4束)=P N3(束)L N3/AgEg=767.153x24.51/556x1.95=17.34(cm) (4)N4伸长量ＰN4(4束)=P4[1-e-（0.0015x24.35+0.20x0.049）]/0.0015x24.35+0.20x0.049 =776.877(KN)ΔL N4(4束)=P N4(束)L N4/AgEg=776.877x24.35/556x1.95=17.44(cm) 最后经过计算得出：N1理论伸长量：17.32(cm)N2理论伸长量：17.33(cm)N3理论伸长量：17.34(cm)N4理论伸长量：17.44(cm)三、箱梁顶板负弯矩钢束理论伸长量计算（1）各参数的确定XT1=7.0m T2=14.0m（2）Eg由图纸所给：弹性模量Eg=1.95*105Mpa（3）Ag截面面积5束 Ag=139*5=695(mm2）(4)P张拉力考虑锚圈口摩阻损失,损失采用2.5%5束:P5=1860*106*0.75*139mm2*5*/106mm2*1.025=993763N=993.763(KN) （5）θ值T1最大夹角为0°T2最大夹角为0°（6）K值由图纸说明给出K=0.0015（7）μ值由图纸说明给出μ=0.203：伸长量的计算(1):T1伸长量ＰT1(5束)=P5[1-e-(kxT1+μθT1)]/kx N1+μθN1=993.763KNx[1-e-（0.0015x7.0+0.20x0）]/（0.0015x7.0+0.20x0）=988.563(KN)ΔL T1=P T1.L T1/AgEg=988.53x7.0/695x1.95=5.1(cm)(2):T2伸长量ＰT2(5束)=P5[1-e-（0.0015x14.0+0.20x0）]/0.0015x14.0+0.20x0=983.401(KN)ΔL T2=P T2L T2/AgEg=983.401x14.0/695x1.95=10.15(cm)T1理论伸长量：5.1(cm)T2理论伸长量：10.15(cm)计算：复核：监理工程师：。