利角大桥简支箱梁施工组织设计.doc

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中铁九局集团有限公司
福厦铁路项目经理部七工区

利角大桥简支
箱梁施工技术方案

编制：王增雷

复核：刘石峰

审核：杨 柳

日期：二00八年七月1日

目 录
一、编制依据
二、工程概况
三、施工部署
1、施工方法
2、施工方向
3、施工部署
4、工艺流程图
四、满堂式碗扣件支架施工
1、施工方案介绍
2、满堂支架设计计算
3、模板安装
五、贝雷支架施工
1、贝雷支架布置图
2、贝雷架拼装
3、模板安装
4、贝雷架的检算
六、每跨作业时间及资源配置
1、箱梁每作业段时间计划
2、质量管理人员及职责分工表
3、主要资源计划
七、主要工序施工
1、地基处理
2、支架施工
3、支架系统预压及检测
4、支座安装
5、模板安装
6、钢筋及预应力管道安装
7、混凝土施工
8、预应力体系及其施工工艺
9、管道压浆
10、支架拆除
八、支架上浇筑箱梁主要检查项目
九、质量保证体系及措施
1、钢筋及预埋件
2、模板及脱模剂
3、混凝土配合比设计及施工
4、预埋件、螺栓孔的修饰处理
5、成品保护
6、箱梁钢筋质量的技术措施
7、预应力施工质量保证措施
十、安全保证体系及措施
1、安全管理目标和防范要点
2、安全生产保证体系
3、安全技术措施

一、编制依据
本方案编制依据为：
1、铁道部第二勘测设计院《新建福州至厦门铁路岩头庙大桥》设计图纸；
2、《新建铁路福州至厦门线有碴轨道后张法预应力混凝土简支箱梁参考图》，图号：FXQC—41—Ⅱ；通桥（2006）2221－V
3、中铁工程设计咨询集团有限公司《客运专线铁路常用跨度梁桥面附属设施图》，图号：通桥（2006）8388
4、中铁二院工程集团有限责任公司《桥梁上接触网基础预留平面图》，图号：福厦施网—桥预g—Ⅱ；
5、《接触网支柱基础目录及说明书》 图号：通桥（2005）2221-Ⅱ－21g
6、《铁路桥涵地基和基础设计规范》，TB10002.5-99；
7、《铁路桥涵施工规范》，TB10203-2002 ；
8、岩头庙大桥地基物理力学指标；
9、我部现场调查情况报告。
二、 工 程 概 况
1、福厦铁路新建岩头庙大桥位于福建省莆田市、灵川镇属东南沿海地区，北邻戴云山，脉，南邻沈海高速公路福厦段并行，灵川隧道以东，何寨隧道以西，亚热带海洋性季风气候。中心里程：DK118+626.601，孔跨：（10×32m）整孔简支箱梁，全长341.196m。
2、结构类型为有碴轨道后张法预应力箱梁，截面类型为单箱单室，梁端顶板、腹板局部向内侧加厚，底板分别向内、外侧加厚。
3、桥面宽度：桥梁建筑总宽13.8 m，桥梁宽13.4m，挡碴墙内侧净宽9.4m，桥上人行道栏杆内侧净宽13.2m。
4、梁长为32.6 m，计算跨度为31.1 m，跨中部分梁高为2.8 m，支点部分梁高为3.0 m，横桥向支座中心距为4. 7m。
三、 施 工 部 署
1、 施工方法
（1）、根据本段桥下地基地质、地貌状况，主梁结构设计要点、特点及《施工图》推荐的方法，逐孔现浇箱梁施工支架有不同形式，其主要采用满堂式碗扣件支架和贝雷支架。
（2）、箱梁施工方法：
①、满堂式碗扣件支架： 6#墩～10#台（4孔）32米简支箱梁施工。
②、贝雷支架：用于0#台～6#墩（6孔）32米简支箱梁施工。
2、 施工方向
根据总体施工计划及目前实际施工情况，从10#台→0#台推进型施工。
3、 施工部署
我部拟分一个工作面组织施工，其具体施工组织如下：
①、本区段均为单箱单室32米简支箱梁。该区段拟投入两套满堂式碗扣件支架、两套贝雷支架，两套底模，一套芯模，一套边模。
②、施工工期：计划5个月。每月计划完成2跨。施工时间:2008年7月1日,完工时间:2008年12月1日。
脚手支架搭设及计
底模侧模安装装装装
支架预压、外模调整
钢筋绑扎、波纹管安装、内模安装
混凝土浇筑
混凝土养护
预应力张拉
孔道灌浆
支架卸载拆除
基础碾平回填压实处理
支座安装
混凝土配合比设计
4、施工工艺流程图

四、满堂式碗扣件支架施工
1、 施工方案介绍
满堂式支架体系由支架基础（厚10cm宕渣、20cm厚素砼垫层）、Φ48×3mm碗扣立杆、横杆、斜撑杆、可调节顶托, 14#工字钢作横向和纵向分配梁；模板系统由侧模、底模、芯模、端模等组成。箱梁底模，侧模、翼缘板采用定型大块钢模板，芯模采用型钢骨架作支撑，内腹板采用钢模，面板采用大块竹胶板。根据箱梁施工技术要求、荷载重量、荷载分布状况、地基承载力情况等技术指标，通过计算确定，每孔支架立杆布置:纵桥向为:4×60cm+31×90cm +4×60cm,共计40排,横桥向立杆间距为：2×120cm+5×60cm +3×90cm +5×60cm +2×120cm，共18排，在支点部位和腹板位置的支架立杆步距加密为60cm，其余支架立杆步距为120cm，支架在桥纵向每360cm间距设置剪刀撑；支架两端的纵、横杆系通过垫木牢固支撑在桥墩上；立杆顶部安装可调节顶托，立杆底部支立在设有钢垫板的可调底托上，底托安置在支架基础上的砼垫层上

32m跨满堂支架系统平面布置图

32m跨满堂支架立面布置示意图

32m跨满堂支架断面布置示意图
支架安装完后必须进行压载试验以消除支架的非弹性变形并实测各跨支架跨中变形量，为立模设置预拱度提供依据。支架拟采用等载进行预压，预压最大荷载按箱梁自重的1.15倍进行控制，取得基本数据后，设置模板立模标高。压载采用砂袋、砼预制块进行。
支架搭设、预压完成后，调整模板标高；然后在支架上进行钢筋的绑扎、内模板支立和混凝土的浇注。
2、满堂支架设计计算
每工作面施工满堂支架连续布设2跨，循环周转进行施工。
⑴、支架计算与基础验算
①、资料
a、满堂支架所用材料为HB碗扣为Φ48×3 mm钢管；；
b、立杆、横杆承载性能；
立 杆
横 杆
步距（m）
允许载荷（KN）
横杆长度（m）
允许集中荷载（KN））
允许均布荷载（KN）
0.6
40
0.9
6.77
14.81
1.2
30
1.2
5.08
11.11
1.8
25
1.5
4.06
8.80
2.4
20
1.8
3.39
7.40
c、根据《工程地质勘察报告》，本桥位处地基容许承载力在40Kpa以上。
②、荷载分析计算
a、恒载（砼）：q1
（a）、纵桥向根据箱梁断面变化，按分段均布荷载考虑，其布置情况如下：

纵桥向荷载分布图

（b）、横桥向各断面荷载分布如下：
跨中横断面荷载分布图

边支点横断面荷载分布图
b、模板荷载：q2
a、内模：取q2－1=1.2KN/m2；
b、外模：取q2－2=1.2KN/m2；
c、底模：取q2－3=0.8KN/ m2 ；
c、施工荷载：q3
因施工时面积分布广，需要人员及机械设备不多，取q3=2.5KN/m2（施工中要严格控制其荷载量）。
d、脚手架及分配梁荷载：q4
按支架搭设高度10m时考虑，q4=2.92(钢管)+0.85(分配梁)=3.77KN/m2。
e、施工中不可预见荷载：q5 取q5 =20％砼重量。
③、碗扣立杆受力计算
a、跨中断面的腹板位置，最大计算荷载
q=q1-2+q2-1+q2-2+q2-3+q3+q4+q5
=35.15+1.2++1.2+0.8+2.5+3.77＋35.15×20％=51.65KN/m2
该部位支架立杆按60cm×90cm分布，横杆步距为60cm，则
单根立杆受力为：N＝0.60×0.90×51.65=27.89KN<[N]=40 KN
b、在跨中断面的底板位置，最大计算荷载
q=q1-3+q2-1+q2-3+q3+q4+q5
=15.58+1.2+0.8+2.5+3.77＋15.58×20％=26.97KN/m2
该部位支架立杆按90cm×90cm分布，横杆步距为120cm，则
单根立杆受力为：N＝0.9×0.9×26.97=21.85KN<[N]=30 KN
c、在跨中翼缘板位置，最大计算荷载
q= q1-1+q2-2+q3+q4+q5
=9.00+1.2+2.5+3.77＋9.00×20％=18.27KN/m2
该部位支架立杆按120cm×90cm分布，横杆步距为120cm，则
单根立杆受力为：N＝1.2×0.9×18.27=19.73KN<[N]=30 KN
d、边支点断面的腹板位置，最大计算荷载
q=q1-5+q2-1+q2-2+q2-3+q3+q4+q5
=64.42+1.2++1.2+0.8+2.5+3.77＋64.42×20％=86.77KN/m2
该部位支架立杆按60cm×60cm分布，横杆步距为60cm，则
单根立杆受力为：N＝0.60×0.60×86.77=31.24KN<[N]=40 KN
e、边支点断面的底板位置，最大计算荷载
q=q1-6+q2-1+q2-3+q3+q4+q5
=33.11+1.2+0.8+2.5+3.77＋33.11×20％=48.00KN/m2
该部位支架立杆按60cm×60cm分布，横杆步距为60cm，则
单根立杆受力为：N＝0.6×0.6×48.00=17.28KN<[N]=40 KN
f、边支点翼缘板位置，最大计算荷载
q= q1-4+q2-2+q3+q4+q5
=9.00+1.2+2.5+3.77＋9.00×20％=18.27KN/m2
该部位支架立杆按120cm×90cm分布，横杆步距为120cm，则
单根立杆受力为：N＝1.2×0.9×18.27=19.73KN<[N]=30 KN
④、地基受力计算
根据工程地质勘察报告中提供的地质勘探资料表明,当地基允许的承载力[σ]=120 Kpa的地段,其承载力能够满足要求,当地基允许的承载力[σ]=40 Kpa的地段,其承载力不能够满足要求。则采用换填宕渣,其上浇注一层20㎝厚的片石砼,以增强地基的承载力,确保地基承载力满足施工要求。
a、跨中断面腹板位置：
由上计算可知，单根立杆承载力为N＝27.89KN，分布地基受力面积为0.6m×0.9m，则：
地基应力σ＝N/A=27.89KN/(0.6m×0.9m )=51.65Kpa
地基传力方式如下：

b、边支点断面腹板位置：
由上计算可知，单根立杆承载力为N＝31.24KN，分布地基受力面积为0.6m×0.6m，则：
地基应力σ＝N/A=31.24KN/(0.6m×0.6m )=86.78Kpa
地基传力方式如下：

⑤、地基沉降量估算
a、假设条件：E0在整个地层中变化不大，计算地层按一层进行考虑。
b、按照弹性理论方法计算沉降量：
S=
S——地基土最终沉降量；
p——基础顶面的平均压力KN/m2；按最大取值P＝86.78KPa（边支点腹板位置）
b——矩形基础的宽度；0.6m
μ、E0——分布为土的泊松比和变形模量；μ=0.2
ω——沉降影响系数，取1.12
E0=[1-2μ2/(1-μ)]Es
Es=10.05Mpa
E0=9.045
最终沉降量S＝86.78×0.6×1.12×(1-0.22)/9.045
=6.2mm
（2）、模板结构验算
1、32m跨简支梁荷载计算
a、砼自重：
每跨现浇砼318.1m3砼容重25KN/m3，则全段砼自重：
g1=318.5×25 KN/m3=7962.5 KN
b、底模所用钢材重量：
6mm钢板面积：S=32.6×5.74=187.12m2
重量：187.12×0.006×78500N=88.13 KN
8#槽钢（底模纵肋间距33cm）共17根：
17×32.6×80.4 N=44.56KN
8#槽钢（底模横肋间距75cm）共43根：
43×5.74×80.4N=19.84KN
总重量g2=88.13+44.56+19.84=152.53KN
c、侧模重量及斜向支撑（两侧翼缘共重）：
6mm钢板面积：S=2×(1.4+2.12+2.22)×32.6=374.25m2
重量：374.25 ×0.006×78500N =176.27KN
8#槽钢（侧模横向大肋间距40 cm）：16根；
16×32.6×2×80.4 N/m=83.87 KN
斜向支撑10#槽钢（间距75cm）共43道：
11.35×2×100.0 N/m×43=97.61KN
总重量：g3=176.27＋83.87＋97.61=357.75 KN
d、芯模钢材重量
4mm钢板面积：
S=3.7×32.6×2=241.24 m2
重量：241.24×0.004×78.5KN/ m3=75.75KN
5#角钢（芯模纵肋间距30cm）
重量：（32.6/0.3）×(2×7.75+3.5+0.34)×37.7 N/ m=79.23 KN
10#槽钢（芯模纵肋间距30cm）
2.5×2×(32.6/0.3)×100N/m=54.33KN
小桁架（间距120cm）共28道：
10#工字钢 3.9×28×112.5N/m=12.29KN
8#槽钢 28×3.9×80.4 N/m=8.78KN
钢管 (3.56×2×28+4×32.6)×35.8 N/m=11.81KN
10×10的方木重量:10×32.6×0.1×0.1×5=16.3KN
总重：g4=75.75+79.23+54.33+12.29+11.81+16.3=249.71KN
e、底模下14#工字钢分配梁自重
34×5.5×168.8 N/m=31.57KN
箱梁翼缘每侧5根，共10根14#工字钢
10×32.6×168.8 N/m=55.03KN
总重：g5=31.57+55.03=86.6KN
f：施工人员及施工材料机具等行走运输或堆放荷载：1.5 KN/ m2
g：振捣砼时产生的荷载:对底板取2KN/m2
2、箱梁底模结构计算
箱梁底模承受荷载主要是除两翼段的砼自重和芯模自重以及施工荷载
a、底模的砼产生的均布荷载：：
(2×35.15+15.58)÷3=28.63KN/m2
b、芯模重量产生的均布荷载:
g2=249.71/(5.74×32.6)=1.33 KN/m2
详细计算见支架计算中的芯模钢材重量计算.
c、施工荷载为：g3=3.5 KN/m2
则底模承受的均布荷载g= (28.63+1.33)×1.2+3.5×1.4=40.85 KN/m2 (取静载分项系数1.2、动载分项系数1.4)
②、底模面板的强度、刚度计算：
根据底模附图可知，面板为单向板跨径L=33cm。为简化计算，面板受力简化为宽10mm受均布荷载的四等跨连续小梁。计算中考虑到模板的周转使用，其面板会磨损变薄，所以计算过程中面板厚度取5.5mm进行计算。
a、强度验算：取10mm宽的板条为计算单元，其受力荷载为：
q=0.0377×10=0.377 N/mm
四等跨连续梁支座处最大弯矩系数为K=0.107
Mmax =Kql2=0.107×0.377×3302=4393.0 N·mm
10 mm宽板条截面抵抗矩：
W=bh2/6=10×5.52/6=50.4 mm3
支座弯矩最大处截面应力：
σ= Mmax/W=4393.0/50.4=87.2 N/mm2<[σ]= 215 N/mm2
b、刚度验算：四等跨连续梁边跨跨中挠度系数为Kf=0.632
10 mm面板截面惯性矩：
I=bh3/12=10×5.53/12=138.6 mm4
则面板挠度为：
f=Kfql4/(100EI)=0.632×0.377×3304/(100×2.1×105 ×138.6)=1 mm<1.5 mm
桥规要求面板变形不大于1.5 mm。故面板其强度、刚度均可满足要求。
③、底模纵肋8#槽钢强度、刚度验算：
底模8#槽钢间距33cm，因横肋8#槽钢间距为75 cm，故横肋槽钢计算跨径L=75cm。为简化计算、以单跨简支梁计算，以使结构偏于安全。
a强度验算：跨中最大弯矩:
Mmax =ql2/8=(40.85×0.33)×0.752/8=0.95KN·m
则弯矩最大处截面应力:
σ= Mmax /W=0.95×106/(25.3×103)=37.5N/mm2 <[σ]=215N/mm2
b刚度验算：
单跨简支梁跨中大挠度：
f=5ql4/（384EI）=5×40.85×0.33×7504/(384×2.1×105×101.3×104)
=0.26mm< L/400=750/400=1.87mm
经验算其强度、刚度均可满足要求。
④、底模横肋8＃槽钢强度、刚度验算：
底模8＃槽钢纵向间距为75cm, 8＃槽钢横向间距为40cm,计算8＃槽钢受力可以简化为受均布荷载q=(40.75×0.75)=30.56 KN/ m的单跨简支梁, 由附图可知横向分配梁14#工字钢其最大间距为0.9m，8＃槽钢的计算跨径为l=0.9m，以使结构偏于安全。
a、强度验算
跨中最大弯矩Mmax：
Mmax=(1/8)qL2=(1/8)×30.56×0.92=3.1 KN·m
弯矩最大处截面应力σmax
σmax= Mmax/W=3.1×106/(25.3×103)=122.5 N/mm2<[σ]=215 N/mm2
所以，8＃槽钢强度验算满足要求。
b、剪力验算
支座处剪力Qmax
Qmax=(1/2)qL=(1/2)×30.56×0.9=13.75 KN
则剪力最大处截面应力σmax
σmax=QmaxS/(Ixtw)=13.75×103×15.1×103/(391×104×5.5)
=96.55 N/mm2<[fv]=125N/mm2
S—半截面面积矩；Ix—截面惯性矩；tw—腹板厚度；[fv]—Q235钢抗剪强度设计值
经验算8＃槽钢抗剪力满足要求。
c、刚度验算
按单跨简支梁受均布荷载计算跨中最大挠度：
fmax=5qL4/(384EI)=5×30.56×9004/(384×2.1×105×391×104)
=0.3mm<[f]=L/400=900/400=2.25 mm
经验算其刚度满足要求。
3、标准段侧模强度、刚度验算
①、侧模每侧由43个模扇组成，每一个独立模扇都由侧面板、横肋、竖肋三个主要构件组成。模扇的基本长度3m，横面板为6mm的钢板，支撑面板的纵肋为8#槽钢间距40cm；竖肋采用10#槽钢间距75cm，直接由侧模斜向支撑承受，具体尺寸详见附图：
②、侧模侧压力计算：
设砼浇筑速度v=0.3m/h;
设砼的浇筑温度T=20oC,
外加剂影响修正数,β1=1.2；
砼的容重取25KN/m3,
砼浇筑时侧压力标准值:对竖直模板新浇筑砼的侧压力是主要荷载，当砼浇筑速度在6m/h以下,作用于侧模的最大侧应力可按下式计算：
Pmax=β1γ·h
当V/T=0.3/20=0.015≤0.035时
h=0.22+24.9V/T=0.22+24.9×0.3/20=0.6m
则：Pmax=1.2×25×0.6=18KN/m2
新浇砼对侧模侧压力设计为：
P=1.2×18=21.6 KN/m2
则可以假设侧模垂直受水平荷载的情况进行计算。
③、面板计算：
根据附图可知侧模面板为单向板，跨径为L=40cm面板计算时，简化为10mm宽的四等跨连续小梁。计算中考虑到模板的周转使用，其面板会磨损变薄，所以计算过程中面板厚度取5.5mm进行计算。
a、强度验算：取10mm宽面板为计算单元,其受力荷载为：
q=0.023×10=0.23N/mm
10mm宽板条截面抵抗矩：
W=bh2/6=10×5.52/6=50.4mm3
查表可知四等跨连续梁支座处最大弯矩系数为K=0.107
Mmax=Kql2=0.107×0.23×4002=3938N·mm
支座弯矩最大处截面应力：
σ=M/W=3938/50.4=78.1N/mm2<[σ]=215N/mm2
b、刚度计算：四等跨连续梁边跨中挠度最大，其挠度系数为Kf=0.632
10m面板截面惯性矩
I=bh3/12=10×5.53/12=138.6mm4
f=Kfql4/(100EI)=0.632×0.23×4004/(100×2.1×105×138.6)
=1.3mm<1.5mm
桥规允许面板变形1.5mm
经计算面板强度、刚度可以满足要求。
④、侧模纵肋强度、刚度验算
纵肋采用8#槽钢间距40cm布置，横肋间距75cm布置，纵肋以单跨简支梁计算，其计算跨径为L=75cm以便使结构偏于安全,其纵肋承受的均布线荷载
q=23×0.4=9.2KN/m
a、强度计算：单跨简支梁跨中最大弯矩
M=ql2/8=9.2×0.752/8=0.65KN·m
则弯矩最大处截面应力
σ=M/W=0.65×106/(25.3×103)=26N/mm2<[σ]=215N/mm2
b、刚度计算：单跨简支梁跨中最大挠度：
f=5ql4/(384EI)=5×9.2×7504/(384×2.1×105×101.3×104)
=0.18mm<L/400=750/400=1.87mm
经验算侧模纵肋其强度、刚度可满足使用。
⑤、竖肋采用10#槽钢间距75cm满焊于纵肋8#槽钢上，其直接支撑在侧模斜向支撑上，见附图，可知斜向支撑由10#槽共同组成一个小型桁架，由于桁架的受力性能比较好，所以由横肋与斜撑的受力未进行计算。
4、箱梁芯模结构设计
箱梁芯模结构的具体布置见附图箱梁横断面图，芯模的面板采用4mm钢板，模肋用5#角钢沿桥纵向布置，其平均间距为30cm，单块模板长2m，芯模宽度的具体尺寸见附图，模板间用螺栓连结。
芯模的支撑系统由顶板可装拼式小桁架和下部的钢管支撑及通风孔的对拉杆件组成，支撑系统沿桥纵向1.2m布置。为了增加箱梁两边腹板内外钢模的整体性，利用原设计间距2m的通风管道而形成间距2m的对拉杆、用可调节两端反丝的螺栓调节尺寸。
芯模中的各种型钢材料在附图中都以注明，其结构承载能力按最不利的位置进行计算,根据箱梁设计图可知箱梁边支点位置顶板荷载最大,厚度按64cm计算。
其顶板砼自重：
g1=0.64×25KN/m3=16KN/m2
施工荷载： g2=3.5 KN/m2
则箱梁顶板底模承受均布荷载为：
g=g1+g2=16×1.2+3.5×1.4=24.1KN/m2
(1)、面板验算
竹胶模板面板宽122cm,其肋（背木）间距为30cm，因此，面板按四跨连续梁进行计算。

面板规格: 2440mm×1220mm×12mm
a强度验算
竹胶面板的静曲强度：[σ]纵向≥70Mpa，[σ]横向≥50Mpa
∵跨度/板厚=300/12=25＜100 ∴属小挠度连续板。
查“荷载与结构静力计算表”得四跨连续梁弯距系数Km=－0.107
∴Mmax=KmqL2=0.107×0.024×(300)2=231.1N.mm
面板截面抵抗矩:
W=bh2/6=1×122/6=24mm3
σ=M/W=231.1/24=9.6N/mm2＜[σ]横向=50Mpa，满足要求。
b刚度验算
竹胶面板的弹性模量：[E]纵向≥6×103Mpa，[E]横向≥4×103Mpa
考虑竹胶面板的背带为10cm×10cm木方，面板的实际净跨径为200mm，故
ω=KωqL4/（100EI）=0.632×0.024×(200)4/(100×4×103×1×1003/12)
=0.7 mm＜[ω]=1.5mm，满足要求。
（2）、10cm×10cm木方计算
a荷载：最大荷载进行计算，
q1=24.1KN/m2
计算模式：因分配梁为横桥向布置，跨径为90cm的连续梁，简化为90cm简支梁进行计算：

b强度验算
弯矩M和应力σ：
M＝qL2/8=7.23×0.92/8=0.73KN.m
σ=M/W=0.73×103/(0.1×0.12/6)
=4.4MPa<[σ]=12MPa 满足受力要求
c刚度验算
ωmax=5qL4/(384EI )=5×7.23×103×0.94/[384×8.5×109×(0.1×0.13/12)]
=0.9mm＜L/500=900/500=1.8mm 满足受力要求
d抗剪验算
[τ]=1.7Mpa
τ= qL/A=7.23×103×0.9/(0.10×0.1)=0.7Mpa ＜ [τ]=1.7Mpa
满足受力要求。
以上计算可知芯模结构性能能满足要求。
（3）、支撑架验算
芯模支撑系统由10#槽钢组成的小桁架及钢管组成，钢管支撑间距0.9m纵向布置，每组由四根钢管竖向承重，每根钢管所承受的 荷载为：
F=gb×0.9m/4=24.1 KN/m2×4.3×0.9/4=23.3KN
由《结构计算手册》可知ф48×3.5mm钢管立杆长1.2米时，其允许承载荷载为30KN。
经计算芯模模板及支撑系统均能满足使用要求。
5、14#工字钢分配梁受力分析
a、梁两侧翼缘14#工字钢纵梁受力验算：
箱梁翼侧砼重量：
（0.2+0.6）×3.5÷2×26 KN/ m3=35.0 KN/ m
侧模重量及斜向支撑：
g3/（2×32.6）=357.75/（2×32.6）=5.5 KN/ m
I14工字钢自重：
5×168.8 N/ m=0.84 KN/ m
施工荷载（翼缘宽3.5m）：
3.5 KN/ m2×3.5=12.25 KN/ m
则每侧翼缘下单根14工字钢纵梁的强度验算组合荷载为：
ga=[（35+5.5+0.84）×1.2+12.25×1.4]÷5
=13.35KN/m
刚度验算组合荷载：
gb=（35+5.6+0.84）×1.2÷5=9.9KN/ m
翼缘纵梁I14工字钢根据受力情况可简化为两等跨连续梁，根据结构力学可知其支座处负弯矩最大，计算跨度为L=0.9m。
Mmax=KgaL2=0.125×13.35×0.92
=1.35 KN·m
K—两等跨连续梁支座弯矩系数0.125
则支座负弯矩处截面应力：
σmax=Mmax/W=1.35×106/（101.7×103）=13.27N/mm2<[σ]=215 N/mm2
W — 截面抵抗矩 I28b为W=101.7cm3 [σ] — Q235钢抗弯强度设计值215 N/mm2
二等跨连续梁在均布荷载作用下，跨中最大挠度fmax
fmax=kfgbL4/(100EI)=0.521×9.9×9004/(100×2.1×105×712×104)=0.02mm<[f]=L/400=900/400=2.25mm
kf—二等跨连续梁挠度系数0.521 E—钢材弹性模量2.1×105N/mm2 I—截面惯性矩712cm4
根据二等跨连续梁在均布荷载作用下，中支座剪力系数为Kv1=0.625
则纵梁承受的最大剪力Qmax
Qmax=Kv2.gaL=0.625×13.35×0.9=7.51 KN
中间支座纵梁剪力最大处截面应力：
τmax=Qmax·S/Ix.tw=7.51×103×58.4×103/(712×104×7.5)=8.25N/mm2<[fv]= 125N/mm2
Ix—毛截面绕强轴的惯性矩712cm4 S—半截面面积矩58.4cm3 tw—腹板厚度7.5mm [fv]—Q235钢材抗剪强度设计值125N/mm2
从以上计算可知翼缘I14工字钢强度，刚度及抗剪能力均满足要求。
b、箱梁底板8根I14工字钢受力计算：
箱梁除两翼砼自重（一跨砼共318.5m3）：
318.5-（0.2+0.6）×3.5÷2×32.6×2=227.22m3
227.22×25KN/m3÷32.6=174.2KN/m
芯模自重： g4/32.6＝241.97÷32.6＝7.4 KN/m
底模自重： g2/32.6＝152.53÷32.6＝4.67 KN/m
8根I14工字钢自重：8×168.8N/m=1.35 KN/m
施工荷载（宽5.74m）：3.5×5.74=20.1 KN/m
则I14工字钢的强度验算组合荷载为：
ga=[（174.2+7.4+4.67）×1.2+20.1×1.4]÷8
=31.5KN/m
刚度验算组合荷载：
gb=（174.2+7.4+4.67）×1.2÷8=27.9 KN/ m
梁底I14工字钢按两等跨连续梁计算，计算跨度为L=0.9m，支座处负弯矩:
Mmax=KgL2=0.125×27.9×0.92
=2.8 KN·m
K—两等跨连续梁支座弯矩系数0.125
则支座负弯矩处截面应力：
σmax=Mmax/W=2.8×106/（712×103）=3.93N/mm2<[σ]=215 N/mm2
W — 截面抵抗矩 I14为W=712cm3 ； [σ] — Q235钢抗弯强度设计值215 N/mm2
跨中最大挠度fmax：
fmax=kfgbL4/(100EI)=0.521×27.9×9004/(100×2.1×105×712×104)=0.06mm<[f]=L/400=900/400=2.25mm
kf—二等跨连续梁挠度系数0.521；E—钢材弹性模量2.1×105N/mm2；I—截面惯性矩712cm4
中支座剪力系数为Kv=0.625
则纵梁承受的最大剪力Qmax
Qmax=KvgaL=0.625×31.5×0.9=17.72 KN
中间支座纵梁剪力最大处截面应力：
τmax=QmaxS/Ixtw=17.72×103×58.4×103/(712×104×7.5)=19.38N/mm2<[fv]= 125N/mm2
Ix—毛截面绕强轴的惯性矩712cm4 ；S—半截面面积矩58.4cm3 ； tw—腹板厚度7.5mm ；[fv]—Q235钢材抗剪强度设计值125N/mm2
从以上计算可知翼缘I14工字钢能够满足要求。

五、贝雷支架施工
1、贝雷支架布置图（见图1、图2）

2、贝雷架拼装
（1）、钢管立柱安装
贝雷架下部采用Φ529mm螺旋钢管作为支撑立柱，将所受荷载传递到承台，然后传递给地基。为保证钢管立柱受力均匀、平衡传力，须保证钢管在铅垂状态下立于承台上，所以在钢管底部和承台之间设置厚14mm的钢板，进行水平调平及增加受力面积。
①、先将承台顶面清理干净，在承台顶面按设计尺寸放出钢管位置。然后在承台面上铺一层厚2cm的高标号细石砼，放上尺寸为1m×1m、厚14mm的钢板。再用水准仪抄平，保证钢板四角标高一致，将钢板和承台之间的空隙填满、捣实，确保钢板安放牢固。
②、在找平砼上强度后，开始安装钢管。按钢板顶标高和梁底标高，扣除模板厚度、方木高度、贝雷架高度、工字钢高度及砂箱高度，最后计算出钢管长度。按计算好的长度，将钢管下好料，并将切口打磨平整。
③、先在钢板上将钢管位置用粉笔画出，然后借助吊车将钢管按设计位置就位，用电焊将钢管和钢板焊牢，并用6块尺寸为20cm×20cm、厚14mm的三角钢板作为加劲板，对称焊在钢板和钢管之间，见图3。

④、承台上的钢管安装好后，用∠100mm×10mm角钢通过焊接将钢管连接成整体。
（2）、安装砂箱
本方案采用砂箱作为脱模的手段，砂箱设置于钢管立柱顶部和工字钢横梁之间，底部与钢管焊死。砂箱采用大管套小管的方式，大管用与立柱相同外径的螺旋钢管，小管用Φ426mm的螺旋钢管，具体尺寸见图4。
砂箱用砂采用洁净的中砂，晒干、过筛，测出比重后，根据所需高度称重装箱，确保所有砂箱顶板标高一致。
为方便卸砂，在距砂箱底部7.5cm处做一个10cm×5cm的卸砂窗，并用10mm厚钢板制作一个可以推拉的挡板。

（3）、工字钢横梁安装
用2根Ⅰ36a工字钢并焊做为横梁，横桥向放在砂桶顶部。并在砂桶顶面钢板上，靠近工字钢边缘处，各焊一个挡板，防止工字钢移动。
（4）、贝雷架安装
先将贝雷片在地面上按设计片数拼装，并分组联结好。在工字钢横梁上按设计间距，将各组贝雷架的位置用油漆标好。然后，用20t吊车将已联结好的贝雷架按先中间后两边的顺序吊装到位，并用自制U型卡将贝雷架固定在横梁上。

（5）、贝雷架的加固
因设计采用双层贝雷架作为梁体的承重平台，为提高贝雷架的整体受力效果及加强贝雷架的稳固性，采用[10cm的槽钢横桥向将贝雷架联结成整体，见图2。
3、模板安装
（1）、用10×10cm的方木，按顺桥向30cm的间距在贝雷架上布好，做为标高调整及预拱度调设的介质。
（2）、梁体模板采用分节整体钢模板，用螺栓连接。
4、贝雷架的检算
现浇32m梁通桥（2006）2221-V（4.6m线间距）检算时根据通桥（2006）2221-V图进行。
由于箱梁纵向为变截面和横向的不均匀分布，所以计算时纵向分为跨中部分和加厚端部分，横向分为中间部分、腹板部分和翼板部分，总体考虑1.3倍安全系数，按照中间部分与腹板部分的挠度基本相同的原则计算。
采用容许应力计算不考虑荷载分项系数，总体提高1.3倍进行计算。
根据《装配式公路钢桥多用途使用手册》查得：
桁片几何特性：单排单层W0=3570cm3，I0 =250500cm4
三排双层W=22226.8cm3，I=3222883.2 cm4
双排双层W=14817.9cm3，I=2148588.8cm4
桁片容许内力：单层单排[M]=788.2KN·m，[Q]=245.2KN
三排双层[M]=4653.2KN·m，[Q]=698.9KN
双排双层[M]=3265.4KN·m，[Q]=490.5KN
弦杆特性：A=25.48cm2，W=79.4cm3，I=396.6cm4，[σ]=273MPa，[τ]=208MPa
桁架销子的双剪状态的容许剪力[Q]=550KN
弦杆螺栓的容许剪力[Q]=150KN
（1）、跨中部分
①、中间部分

a、模板：底模和横梁采用50kg/m2，内模和支架采用25kg/m2。q1=(50+25)kg/m2=0.75Kpa
b、混凝土：容重25 KN/m3 q2=25×（0.67+0.60）=31.75KN/m（2m宽线荷载）
c、人群机具：q3=1.5KPa
d、倾倒：q4=4.0KPa
e、振捣：q5=2.