斜屋面高支模施工方案

1、高支模架專項施工方案工程概況大徑山旅游集散中心工程，位于杭州市余杭區(qū)徑山鎮(zhèn) 由杭州余杭徑山旅游度假有限公司投資建設、浙江明康工程咨詢有限公司監(jiān)理、中國聯(lián)合工程公司總承包?？偨ㄖ娣e約21932 rf,其中地上建筑面積4187 rf,地下建筑面積17745 rf。共4層，地下一層局部二層、地上二層，建筑物總高度17.45m。建筑物結構形式為框架結構，基礎形式為天然基礎。樓面設計標高6m坡屋頂最高標高6.3 m，最高脊梁的層高為6.3m,最低為3.826m；屋面坡度為66.31度,梁截面尺寸主要有 200X 400 mm 200X 600 mm 200X 500 mm 240X 878 mm 24

2、0X 1058mm 200X 500 mm等截面型式，斜板厚為120mm采用C25砼。由于該工程斜屋面結構為折梁、折板形式，采用門式架的高支模施工方案。編制依據(jù)建筑結構荷載規(guī)范GB50009-2001中國建筑工業(yè)出版社;混凝土結構設計規(guī)范GB50010-200沖國建筑工業(yè)出版社;建筑施工計算手冊江正榮著中國建筑工業(yè)出版社;建筑施工手冊第四版 中國建筑工業(yè)出版社;建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術規(guī)范JGJ130-2001中國建筑工業(yè)出版社;鋼結構設計規(guī)范GB 50017-2003中國建筑工業(yè)出版社;施工圖紙、施工組織設計三、門式架支撐體系:1、2、模板：面板使用18mm厚夾板，規(guī)格為920X 1

3、820，面板下排兩層80X 80mm的木枋，上層枋間距 300mm，下層枋間距1219mm （即架寬）。門架間距、跨距是800mm。梁：梁底板和梁側板用整塊 18mm厚的夾板制成。梁旁板底外側設壓腳板，梁側板支撐間距不大于400mm,梁底板用80X 80廣東松枋支承；梁底的上排枋間距為300mm，板底的上排枋間距為400mm，下排枋為80X 80木枋。3、支撐體系:、樓面模板、梁側及梁底模板均采用18mm厚夾板。樓面梁板用門式架加可調托作頂架，龍骨均用80X 80mm木枋,上鋪18mm厚夾板。、門式架之間全部用交叉連桿連接，每層門架沿排向設置縱橫水平拉桿，底部距地200mn設縱橫掃地桿。、內外

4、兩側設450交叉剪力刀撐，每隔3m設一排的剪刀撐，剪刀撐底部到地。、所有的門式架底托必須墊 50X 200墊木通長。、屋面梁下設置夾層梁的支撐采用80X 80木枋、間距350,斜撐在夾層梁上；木枋根部翹角墊固定在夾層梁上的模板， 夾層梁的支撐系統(tǒng)不拆除。 木枋之間采用方條在木枋中部水平固定拉結。四、門式架高支撐施工方法1、模板搭設、門架按設計斜面坡度要求拉一條斜線，先沿屋脊梁開始排架，離柱邊200mm排第一只架，每間距800mm放一只架，并拉上交叉連桿，排至梁的另一邊的支承柱時，如果排架至柱的距離大于 400mn時，將最后幾排的門架排距由 800mn調整為600mm使最后一排排距符合要求。底層

5、架鋪設后，再架設中層或上層架，然后加頂托，大致 調整高度到預定平水，在頂托上放木枋，第一層枋沿梁軸方向，第二排枋垂直梁軸方 向、間距300mm然后調整頂托高度，使梁底板調至預定高度，鋪梁底板，固定梁底 板，梁底板裝好后再裝梁側板和樓面模板。、順著卸屋面板坡度方向與門架的跨距方向一致的方法搭設斜板門式架。斜板門 式架一般取2榀為一組，斜屋面板的梯形或三角形的斜腰邊處以臨斜邊處 200mm曾設 鋼管立桿或門式架，第二排枋成放射狀放置。第一層枋和頂托之間的三角形空隙采用 三角形木楔塊塞緊。三角形木楔塊須按照屋面坡度預制加工好。門式腳手架支撐體系要求在底部上 200mm位置用萬向扣扣一道鋼管拉桿，縱橫

6、各一道，以保證整體性及穩(wěn)定性。在頂層架頂部下100mn縱橫必須各扣一道鋼管拉桿,以分散斜向壓力。、在底層架橫桿中央處扣一道通長拉桿，故整個支撐高度范圍內設置水平拉桿如下: 距樓面200mn設掃地桿，以上每個門式架設置一道水平拉桿；水平拉桿要通長設置， 縱橫方向均設，交接處用鋼管扣扣住，在端部要頂?shù)街?-.;木桁（80 3廠步木楔朋、J； y心y木檸）上托斜屋面支頂交接處大樣2、模板拆除根據(jù)混凝土七天及二十八天抗壓試件試驗報告，當混凝土達到拆模強度要求后,再安排拆除模板；對板及梁部分，強度要達到 75%;對懸臂部分，跨度大于 8m的 梁，拆模強度要達到設計強度的100%。模板拆除時，先松頂托，

7、把頂托除下，利用原支撐體系做腳架，拆卸梁及樓面模板，最后拆除支撐體系。五、質量保證措施2.3.4.立柱就位前應放出控制線，使立柱盡量在同一直線上，以便與水平拉桿連接及使其滿足間距要求。門架、立柱排放時要用線陀吊線，控制其垂直度。水平拉結施工時應做到每完一層即驗收一層， 檢查其拉結是否牢固到位，以防“虛 結”。所用的木料，尤其是木枋，必須于使用前嚴格檢查其完好性，嚴禁使用蟲蛀、腐蝕嚴重的枋材。支撐系統(tǒng)施工完畢后要經(jīng)公司質安部驗收合格后方可鋪板。六.主要安全技術措施1.廢爛木枋不能使用;安裝、拆除外墻外模板時，必須確認外腳手架符合安全要求;內模板安裝高度超過2.5m時，應搭設臨時腳手架；在4m以上

8、高空拆除模板時，不得讓模板、材料自由下落，更不得大面積同時撬落, 操作時必須注意下方人員的動向；5.正在施工澆搗的樓板其下一層樓板的支頂不準拆除;6.安裝夾層或夾層以上的外圍墻、柱及梁模板，先搭設腳手架或安全網(wǎng);水平拉桿不準固定在腳手架或跳板等不穩(wěn)定物體上。 IA I ing.丹 p.1 c-*r I iray*|卜 .11IIJh r-i亠k_r y L 髯 b亡F/Zr- p ./診-加i，蘭 /岸吝*/卜/Kf /ALU rd iH-I .r- /X X-/. H H H H H H H q H H .HHH H HH IH H H Lm -T ir -n -ti !-! r r opi

9、 iil -| i第七節(jié)、斜屋面門架支撐系統(tǒng)計算書I、斜屋面梁門架支撐系統(tǒng)計算書本計算書依據(jù)建筑施工模板安全技術規(guī)范(JGJ162-2008)、建筑施工門式鋼管腳手架安全技術規(guī)范(JGJ128-2000)、建筑施工計算手冊江正榮著、建筑結構荷載規(guī)范(GB 50009-2001)、混凝土結構設計規(guī)范 (GB50010-2002、鋼結構設計規(guī)范(GB 50017-2003)等規(guī)范編制。梁段：WL6(1)。0黛gm=5*5卜m g F巴a占*耳九晉桿Errrr蘭*ip 一耳5iD4300+3 X 3.5fl tft嫖菩_iffi SD X aos 帝 t 蟲 t3 0tbkn 誹gox Ijjt卷木

10、fl、Mg駁衛(wèi) 膠今枚j? M ff/ / 嚴 X X X / X / / 7 X / / 才 / / X / X X X / / X模板支撐體系剖面圖300門架排列平面示意圖、參數(shù)信息1. 模板構造參數(shù)（一）梁構造參數(shù)梁截面寬度B: 0.3m;梁截面高度D: 0.5m；樓層高度H: 5.5m；結構表面要求：隱藏;混凝土樓板厚度：120mm梁邊至板支撐距離：0.5m;（二）門架構造參數(shù)門架型號：MF1219A搭設尺寸為：跨距l(xiāng)=0.800m（根據(jù)斜屋面坡度32,取計算跨距l(xiāng)=1.000m。計算跨 距 1.0m計算依據(jù)：0.8/COS32 0=0.9433m);步距=1.955m；門架的寬度 b

11、： 1219.000mm 門架的高度 ho： 1930.000mm 2: 1536.000mm門架立桿采用48 X 3.mr鋼管；立桿加強桿采用 26.8 X 2mr鋼管;門架承載力修正系數(shù)：0.9 ;（三）門架立桿（加強桿）鋼管材料性能參數(shù)鋼材品種：鋼材Q235鋼（ 16-40）;彈性模量E： 206000N/mm屈服強度fy : 235N/mrTi抗拉/抗壓/抗彎強度設計值f : 205N/m金抗剪強度設計值fv : 120N/mr7i端面承壓強度設計值fce : 325N/mrT；2. 荷載參數(shù)（ 一） 梁模板荷載參數(shù)新澆筑砼自重標準值Gk: 28.3kN/m3;鋼筋自重標準值Gk： 1

12、.77kN/m3; 根據(jù)斜屋面坡度 320，砼自重標準值 G2k： 24/cos32 0=28.3kN/m303鋼筋自重標準值 G3k：1.5/cos32 0=1.77kN/m3；梁側模板自重標準值Gk: 0.5kN/m2;砼對模板側壓力標準值Gk： 12kN/nf; 振搗砼對梁側模板荷載 Q2k： 4kN/m2;梁底模板自重標準值Gk: 0.5kN/m2;振搗砼對梁底模板荷載Qk： 2kN/m；（ 二 ） 門架靜荷載參數(shù)水平架 5步4設；腳手板 5步1設；水平加固桿采用 48 X 3.mr鋼管，1步1設;剪刀撐采用48 X 3.mr鋼管，按照4步4跨設置;1 跨1 步架內包含旋轉扣件 4個，

13、直角扣件 1 個;欄桿重量 （kN/m） ： 0.013. 梁側模板參數(shù)加固楞搭設形式：主楞橫向設置無次楞;（ 一 ） 面板參數(shù)面板采用樺木（垂直方向）18mn厚覆面木膠合板；厚度：18mm抗彎設計值fm： 15N/mm 彈性模量E: 5400N/mrT；（ 二 ） 主楞參數(shù)材料：2根48X3.5鋼管;間距（mm）: 100,150*1 ;鋼材品種：鋼材 Q23密岡（ 16-40）;彈性模量E: 206000N/mm屈服強度fy : 235N/mm；抗拉/抗壓/抗彎強度設計值f : 205N/mrh抗剪強度設計值fv : 120N/mr7i端面承壓強度設計值fce : 325N/mrh（ 三

14、） 加固楞支拉參數(shù)加固楞采用穿梁螺栓支拉；螺栓直徑：M12螺栓水平間距：450mm螺栓豎向間距（mm）依次是：100,150*1 ；4. 梁底模板參數(shù)搭設形式為：單門架垂直梁軸線布置；（ 一 ） 面板參數(shù)面板采用樺木（垂直方向）18mn厚覆面木膠合板；厚度：18mm22抗彎設計值fm： 15肝；彈性模量E： 5400N/mm；（ 二 ） 第一層支撐梁參數(shù)材料：1根80 X 80矩形木楞;間距： 300mm；木材品種：粗皮落葉松；彈性模量 E： 10000N/mm2；抗壓強度設計值fc : 16N/mrT；抗彎強度設計值fm： 17N/mr2；抗剪強度設計值 fv： 1.7N/mm2；（ 三 ）

15、 第二層支撐梁參數(shù)材料：1根80 X 80矩形木楞；木材品種：粗皮落葉松；彈性模量 E： 10000N/mm2；抗壓強度設計值fc : 16N/mrT；抗彎強度設計值fm： 17N/mr2；抗剪強度設計值 fv： 1.7N/mm2；二、梁側模板面板的計算面板為受彎結構，需要驗算其抗彎強度和剛度。根據(jù)模板規(guī)范（JGJ162-2008）第5.2.1 條規(guī)定，面板按照簡支跨計算。這里取面板的計算寬度為1.000m。面板的截面慣性矩I和截面抵抗矩V分別為:I = 1000X 183/12= 4.860 X 105mm4；243V = 1000X 182/6 = 5.400 X 104mm3；1. 荷載

16、計算及組合（ 一） 新澆砼作用于模板的最大側壓力G4k按下列公式計算，并取其中的較小值 :1=0.22Yt p1p2V1/22= YH其中 Y -砼的重力密度，取 24.000kN/m3；t -新澆混凝土的初凝時間，取 3.000h ；T -砼的入模溫度，取20.000 C；V -砼的澆筑速度，取 1.500m/h；H -砼側壓力計算位置處至新澆砼頂面總高度，取 0.500m；p-外加劑影響修正系數(shù)，取 1.000；p2-砼坍落度影響修正系數(shù)，取 1.000。根據(jù)以上兩個公式計算得到：F 1=19.400 kN/m2F 2=12.000 kN/m2新澆砼作用于模板的最大側壓力 G4k=min（

17、F1 ， F2）=12.000 kN/m 2 ； 砼側壓力的有效壓頭高度： h=F/Y=12.000/24.000=0.500m ；（ 二） 振搗砼時產生的荷載標準值Q2kQ2k =4kN/m2 ；（ 三 ） 確定采用的荷載組合計算撓度采用標準組合：q=12.000 X 1=12.000kN/m；計算彎矩和剪力采用基本組合： 底部荷載：q=max(q1， q2)=18.108kN/m；由可變荷載效應控制的組合：q1=0.9X(1.2X12.000+1.4X4)X1=18.000kN/m；由永久荷載效應控制的組合：q2=0.9X(1.35X12.000+1.4X0.7X4)X1=18.108kN

18、/m；頂部荷載：q=0.9X1.4X 0.7X4X 1=3.528kN/m；2. 內力計算面板承受均布荷載作用，根據(jù)實際受力情況進行電算，得到計算簡圖及內力、變形圖如下:18.108kN/mmniniKmrnnmmTOpn；n.528kN/mi- - - 7041004-150彎矩和剪力計算簡圖彎矩圖(kN m)剪力圖(kN)12kN/m10015070+變形計算簡圖變形圖(mm)經(jīng)過計算得到：最大彎矩 M= 0.083kN m最大剪力： V= 1.583kN最大變形：V 0.127mm最大支座反力： F= 2.906kN3. 面板計算( 一) 板抗彎強度計算642(T =M/W=0.083X

19、 10/5.400 X 10 =1.536N/mm實際彎曲應力計算值(=1.536N/mm小于抗彎強度設計值f=15N/mm2,滿足要求！( 二) 撓度計算容許撓度：結構表面隱藏V=l/250 ;第1跨最大撓度為0.127mm容許撓度為0.400mm滿足要求！第2跨最大撓度為0.017mm容許撓度為0.600mm滿足要求！第3跨最大撓度為0.020mm容許撓度為0.280mm滿足要求！各跨實際最大撓度計算值小于最大允許撓度值，滿足要求！三、梁側模板支撐的計算1. 主楞計算主楞采用2根48X3.5鋼管為一組，共2組。主楞的截面慣性矩I，截面抵抗矩WS彈性模量E分別為:I=2 X12.19X104

20、= 2.438X105 mm4；W=2 X5.08X103= 1.016X104 mm3；E=206000 N/mm 2；主楞直接承受模板傳遞的荷載，按照均布荷載作用下的三跨連續(xù)梁計算。主楞均布荷載按照面板最大支座力除以面板計算寬度得到：(a) 計算彎矩和剪力采用： q = 2.906/1=2.906 kN/m ；(b) 計算撓度采用： q = 1.835/1=1.835 kN/m ； 最大彎矩 M = 0.1ql 2=0.1X2.906X0.4502=0.059kN.m最大剪力 V=0.6ql=0.6 X 2.906X 0.450=0.785kN最大支座力 N=1.1ql =1.1 X2.9

21、06X0.450=1.439kN最大變形 V 0.677ql 4/100EI=0.677 X 1.835 X 450.0004/(100 X 206000X 2.438X105)=0.010mm(1) 主楞抗彎強度計算642(T =M/W=0.059X 10/1.016 X 10 =5.793N/mm實際彎曲應力計算值 (=5.793N/mm小于抗彎強度設計值f=205N/mm 2,滿足要求！(2) 主楞抗剪強度計算T=VS0/lt w=0.392 X 1000X 6946/(2.438 X 105X 3.5)=3.194N/mm2;實際剪應力計算值3.194 N/mm2小于抗剪強度設計值f

22、v=120.000 N/mm2,滿足要求！(3) 主楞撓度計算最大撓度： V=0.010mm;容許撓度：結構表面隱藏V=l/250=1.800mm ;實際最大撓度計算值：V =0.010mm、于最大允許撓度值:V =1.800mm滿足要求！2. 穿梁螺栓計算驗算公式如下 ：NN= f其中 N -A -穿梁螺栓所受的拉力；穿梁螺栓有效面積 (mm2) ；穿梁螺栓的抗拉強度設計值,取 170 N/mm2；穿梁螺栓型號 ： M12 ；查表得： 穿梁螺栓有效直徑 ： 9.85 mm ；2穿梁螺栓有效面積 ： A = 76 mm 2；穿梁螺栓最大容許拉力值 ： N = 170X76/1000 = 12.

23、920 kN穿梁螺栓所受的最大拉力 ： N =1.439 kN 。穿梁螺栓所受的最大拉力 N=1.439kN 小于 穿梁螺栓最大容許拉力值N=12.920kN ,滿足要求！四、梁底模板面板計算面板為受彎結構，需要驗算其抗彎強度和剛度。根據(jù)模板規(guī)范(JGJ162-2008)第5.2.1 條規(guī)定，面板按照簡支跨計算。這里取面板的計算寬度為0.300m。面板的截面慣性矩I和截面抵抗矩V分別為:I = 300 X183/12= 1.458 X 105mm4；W = 300 X182/6 = 1.620 X104mm3；1. 荷載計算及組合模板自重標準值 Gk=0.5 X 0.300=0.150 kN/

24、m ;新澆筑砼自重標準值 Gk=28.3 X 0.300 X 0.5=4.245 kN/m ;鋼筋自重標準值 G3k=1.77X0.300X0.5=0.266 kN/m ；永久荷載標準值 Gk= G1k+ G2k+ G3k=4.661 kN/m ；振搗砼時產生的荷載標準值 Q2k=2X0.300=0.600 kN/m ；(1) 計算撓度采用標準組合：q=4.661kN/m；(2) 計算彎矩采用基本組合：q=max (q1， q2) =6.192kN/m；由可變荷載效應控制的組合：q1=0.9 X(1.2X4.661+1.4X0.600) =5.789kN/m ；由永久荷載效應控制的組合：q2=

25、0.9 X(1.35X4.661+1.4X0.7X0.600) =6.192kN/m ；2. 面板抗彎強度驗算(T = M/W f 其中： V -M -面板的截面抵抗矩， V =1.620X104mm3；面板的最大彎矩(N - mm) M=0.125ql2=6.966 X 104N- mm計算彎矩采用基本組合 :q=6.192kN/m；面板計算跨度 : l = 300mm ；面板的受彎應力計算值：(T = 6.966 X 1071.620 X 104=4.300N/mnn；經(jīng)計算得到，實際彎曲應力計算值 (=4.300N/mnn小于抗彎強度設計值f=15N/mm 2,滿足要求！3. 面板撓度驗

26、算4v=5ql /(384EI) V其中： q- 作用在模板上的壓力線荷載 :q = 4.661 kN/m ；l-E-I-面板計算跨度 : l =300mm ；面板材質的彈性模量 : E = 5400N/mm 2；截面慣性矩 : I =1.458 X 105mm4；V-容許撓度:面板的最大撓度計算值結構表面隱藏 V=l/250=1.200mm；45: V= 5X4.661X300.0004/(384 X 5400X 1 .458 X 105) =0.624 mm；實際最大撓度計算值 :V =0.624mm、于最大允許撓度值:V =1.200mm滿足要求！五、梁底支撐梁的計算1. 第一層支撐梁的

27、計算支撐梁采用1根80X 80矩形木楞，間距300mm支撐梁的截面慣性矩I，截面抵抗矩V和彈性模量E分別為:I=1X341.33X104= 3.413X106 mm4；V=1 X85.33X103= 8.533X104 mm3；E=10000 N/mm 2；（ 一） 荷載計算及組合：模板自重標準值 G1k=0.3 X (0.5 X 2X 0.32+0.5 X 0.3)/0.3=0.470kN/m ；新澆筑砼自重標準值 G2k=28.3X0.3X0.5=4.245 kN/m ；鋼筋自重標準值 G3k=1 .77 X 0.3X 0.5=0.266 kN/m ；永久荷載標準值 Gk= G1k+ G2

28、k+ G3k=4.981 kN/m ；振搗砼時產生的荷載標準值 Q2k=2X 0.3=0.600 kN/m ；計算中考慮梁兩側部分樓板混凝土荷載以集中力方式向下傳遞。永久荷載標準值 Gkb=(25X0.18+0.5) X 0.3 X 0.5/2=0.375 kN ；活荷載標準值 Qkb=1.0X0.3X0.5/2=0.075kN ；（1）計算彎矩和剪力時，采用由可變荷載效應控制的組合（含支撐梁自重）:均布荷載設計值 q1=0.9 X (1.2 X 4.981+1.2 X 0.038+1.4 X0.600)=6.176kN/m ;樓板傳來集中力設計值 F1=0.9 X (1.2 X 0.375+

29、1.4 X 0.075)=0.500kN ;（2）計算彎矩和剪力時，采用由永久荷載效應控制的組合（含支撐梁自重）:均布荷載設計值 q2=0.9 X (1.35 X 4.981+1.35 X 0.038+1.4 X 0.7 X0.600)=6.627kN/m ;樓板傳來集中力設計值F2=0.9 X (1.35 X 0.375+1.4 X 0.7 X0.075)=0.522kN ;（3）計算撓度時，采用荷載標準值進行組合（含支撐梁自重）:均布荷載標準值 q3=4.981+0.038=5.019 kN/m ;樓板傳來集中力標準值F3=0.375 kN ;（二）支撐梁驗算根據(jù)前面計算的荷載組合，取結構

30、最不利狀態(tài)進行電算，得到計算簡圖及內力、變形圖如下:0.522kN6.627kN/m0.522kN0.052kN/m1每460I36012193005000.052kN/m460360I彎矩和剪力計算簡圖彎矩圖(kN m)剪力圖(kN)0.375kN0.375kN5.019kN/m0.038kN/mk丄460360121930050T0.038kN/m豈460360變形計算簡圖變形圖(mm)經(jīng)過計算得到從左到右各支座力分別為:N1=1.540kNN2=1.540kN計算得到:最大彎矩:M= 0.724kN.m最大剪力:V= 1.540kN最大變形:=2.286mm求!最大支座反力：F= 1.5

31、40kN (1)支撐梁抗彎強度計算642(T =M/W=0.724X 10/8.533 X 10 =8.489N/mm實際彎曲應力計算值 (=8.489N/mm小于抗彎強度設計值f=17N/mm 2,滿足要(2)支撐梁抗剪計算6 2T=VSo/lb=1.540 X 1000X 64000/(3.413 X 10 X 80)=0.361N/mm；實際剪應力計算值0.361 N/mm2小于抗剪強度設計值f v=1.700 N/mm2,滿足要求!(3) 支撐梁撓度計算 V-容許撓度：結構表面隱藏V=l/250 ;第1跨最大撓度為2.286mm容許撓度為4.876mm滿足要求!各跨實際最大撓度計算值小

32、于最大允許撓度值，滿足要求!2. 第二層支撐梁的計算支撐梁采用1根80X 80矩形木楞為一組，共2組。支撐梁的截面慣性矩I，截面抵抗矩V和彈性模量E分別為:464I=1 X 341.33 X 10= 3.413 X 10 mm；343W=1 X 85.33 X 10 = 8.533 X 10 mm；E=10000 N/mm 2；取承受最大支座反力的支撐梁進行驗算，支撐梁按照集中與均布荷載作用下的三跨連續(xù)梁計算。支撐梁所受集中荷載F:計算彎矩和剪力時采用Fi=1.540kN;計算撓度時采用F2=1.145kN； 均布荷載取支撐梁的自重q：計算彎矩和剪力時采用qi= 0.052kN/m ；計算撓度

33、時采用q2= 0.038kN/m ；根據(jù)上面計算的荷載進行電算，得到計算簡圖及內力、變形圖如下:1.54kN彎矩和剪力計算簡圖彎矩圖(kN m)2.332.3251.351.3350.785 0.773.22316”761.760.2 21 0.205氏0.205 0.2210.77 0.7851.7n762.32523353.：3rB211.145kN1.1y145kN1.、I145kNI*410.038I*145kN kN/m t1. 145kNt1145kNr丄H-UJ- 1r H / -h J4* IF H 1 Hyff七-1 F H 1h r I rf 11 七 /H U 1匕1.1

34、45kN1.145kN1.145kN剪力圖(kN)1.145kN1.145kN1000 a 1000 a 1000300300300300300300300300300300InIIIIIII變形計算簡圖計算得到:最大彎矩:最大剪力:最大變形:變形圖(mm)M= 0.523kN.mV= 3.321kN=0.729mm求!最大支座反力：F= 5.656kN (1)支撐梁抗彎強度計算642(T =M/W=0.523X 10/8.533 X 10 =6.134N/mm實際彎曲應力計算值(=6.134N/mnn小于抗彎強度設計值f=17N/mm 2,滿足要(2)支撐梁抗剪計算T=VS0/lb=3.32

35、1 X 1000X 64000/(3.413 X 106 X 80)=0.778N/mm；實際剪應力計算值0.778 N/mm2小于抗剪強度設計值f v=1.700 N/mm2,滿足要求!(3)支撐梁撓度計算V-容許撓度：結構表面隱藏V=l/250 ;第1跨最大撓度為0.729mm容許撓度為4.000mm滿足要求!第2跨最大撓度為0.082mm容許撓度為4.000mm滿足要求!第3跨最大撓度為0.729mm容許撓度為4.000mm滿足要求!各跨實際最大撓度計算值小于最大允許撓度值，滿足要求!六、門架立柱的穩(wěn)定性計算1.門架靜荷載標準值計算靜荷載標準值包括以下內容: 腳手架自重產生的軸向力（kN

36、/m）門架件呂稱配件i酉阱星X配件單重1棍1X0. 224=U, 224 klJ交叉支薦2副2丈0 QXC* OSO kW水平架1個館步4設）1X0, l&bX 4/5=0,132 kNM豐板1塊5步1設）1X0, 134XL/G-0L 03T kNS個2X0. 006-0.012 kU涮2X0. on勺二LL 01S kJ可調底座2個2XQ,kll可調2個2X0, 015=0.090 Itll舍計0. GG2a kK門架的每跨距內，每步架高內的構配件及其重量分別為:經(jīng)計算得到，每米高腳手架自重合計 NGki = 0.663/1.955=0.339 kN/m加固桿、剪刀撐和附件等產生的軸向力（

37、kN/m）剪刀撐采用 48 X 3.5 m鋼管，按照4步4跨設置，每米高的鋼管重計算:tg a = (4X1.955 ) / (4X1.000 ) = 1.9552 X 0.038 X (4 X 1.000)/cos a / X1.955 ) = 0.086 kN/m;水平加固桿采用 48 X 3.5 m鋼管，按照1步1設設置，每米高的鋼管重為:0.038 X (1 X 1.000) / (1 X 1.955) = 0.020kN/m ;每跨內的直角扣件1個，旋轉扣件4個，每米高的鋼管重為:(1 X 0.0135+4 X 0.0145 ) / 1.955 = 0.037 kN/m每米高的附件重

38、量為0.02 kN/m ;每米高的欄桿重量為0.01 kN/m ;&-門架立桿的穩(wěn)定系數(shù), 由長細比 k oho/i查模板規(guī)范經(jīng)計算得到，每米高腳手架加固桿、剪刀撐和附件等產生的軸向力合計 NGk2 = 0.172 kN/m ；靜荷載標準值總計為 NG = N GK1 + N GK2 = 0.512 kN/m ；2. 門架立柱的穩(wěn)定性計算門架立柱的穩(wěn)定性計算公式(7= N/(k 恢) f其中7-門架立柱軸心受壓應力計算值(N/mm2)；N - 作用于一榀門型支柱的軸向力設計值，它包括：支撐梁傳遞荷載設計值：N1 =2X5.656 =11.312kN門架及加固件自重荷載設計值：N2 = 0.9

39、X 1.2 X 0.512 x( 5.5-0.5 ) =2.762 kN ;N =N1+N2=11.312+2.762=14.075 kN ；k- 門架承載力修正系數(shù)，k= 0.9 ；Ao - 一榀門架兩邊立桿的毛截面面積，Ao= 2A1 =9.780 cm 2；2f - 鋼管強度設計值：f =205 N/mm 2；JGJ162-2008附錄 D得到，忻0.377 ;其中：長度修正系數(shù)ko=1.13；門架的高度 h0=1.93m；門架立柱換算截面回轉半徑 i=(I/A 1) 1/2 = 1 .650 cm； 門架立桿的毛截面面積 A1=4.89 cm2；門架立桿的換算截面慣性矩1=1。+11

40、h/h 0=13.320 cm4; 門架立桿的毛截面慣性矩 I 0=12.19 cm4； 門架加強桿的毛截面慣性矩 I1=1.42 cm4；門架加強桿的高度 h1=1.536m；門架立柱長細比 入計算值：入=h0/i=1.93 X 100/1.650=116.939門架立柱長細比入=116.939小于門架立柱允許長細比入=150,滿足要求!門架立柱軸心受壓應力計算值 (=14.075 X 103/(0.9 X 0.377 X 9.780 X 102)=o42.365N/mm；門架立柱穩(wěn)定性計算(7= 42.365N/mm小于門架立柱抗壓強度的設計值f 205 N/mm,滿足要求!II、斜屋面板

41、門架支撐系統(tǒng)計算書本計算書依據(jù)建筑施工模板安全技術規(guī)范(JGJ162-2008)、建筑施工門式鋼管腳手架安全技術規(guī)范(JGJ128-2000)、建筑施工計算手冊江正榮著、建筑結構荷載規(guī)范(GB 50009-2001)、混凝土結構設計規(guī)范(GB50010-2002、鋼結構設計規(guī)范(GB 50017-2003)等規(guī)范編制。板段：B1。斜屋面板荷載進行水平換算后，取門式架最高搭設高度5.2m和水平投影平面進行安全計算；門式架搭設跨距為 0.8米，為了大橫桿的驗算準確、實際取門式架計算跨距為1.0米.實際搭設門式架跨距方向的門式架高度以斜屋面坡度為準。4模板支撐體系剖面圖MF1219A 門架12198

42、0 01219門架排列平面示意圖、參數(shù)信息1.模板構造參數(shù)（一）梁構造參數(shù)樓層高度H: 5.2m;混凝土樓板厚度：120mm結構表面要求：隱藏;（二）門架構造參數(shù)門架型號：MF1219A門架間距：800mm搭設尺寸為：跨距l(xiāng)=0.800m（根據(jù)斜屋面坡度328,取計算跨距l(xiāng)=1.000m。計算跨 距1.0m計算依據(jù)：0.8/COS32；步距=1.955m；門架的寬度 b： 1219.000mm 門架的高度 ho： 1930.000mm 2: 1536.000mm門架立桿采用48 X 3.mr鋼管；立桿加強桿采用 26.8 X 2mr鋼管; 門架承載力修正系數(shù)：0.9 ;（三）門架立桿（加強桿）

43、鋼管材料性能參數(shù)鋼材品種：鋼材Q235鋼（ 16-40）;彈性模量E： 206000N/mm屈服強度fy : 235N/mm；抗拉/抗壓/抗彎強度設計值f : 205N/mrh抗剪強度設計值fv : 120N/mr7i端面承壓強度設計值fce : 325N/mrh2. 荷載參數(shù)（ 一） 板模板荷載參數(shù)新澆筑砼自重標準值G2k: 28.3kN/m3；鋼筋自重標準值Gk： 1.297kN/m3 ； 板底模板自重標準值 G1k： 0.354kN/m2;根據(jù)斜屋面坡度 320，砼自重標準值 G2k： 24/cos32 0=28.3kN/m3鋼筋自重標準值 G3k：031.1/cos32 0=1.297

44、kN/m3；板底模板自重標準值02G1k： 0.3/cos32 0=0.354kN/m2；承受集中荷載的模板單塊寬度： 1000mm；施工人員及設備荷載標準值 Q1k：2.5kN/m2；計算直接支承小梁的主梁時取 1.5kN/m2；計算支架立柱等支承結構構件時取 1kN/m2；計算模板和直接支承模板的小梁時?。?二 ） 門架靜荷載參數(shù)水平架 5步4設；腳手板 5步1設；水平加固桿采用 48 X 3.mr鋼管，1步1設;剪刀撐采用48 X 3.mr鋼管，按照4步4跨設置;1 跨1 步架內包含旋轉扣件 4個，直角扣件 1 個;附件、安全網(wǎng)重量 （kN/m） ：0.02欄桿重量 （kN/m） ：0.

45、013. 板底模板參數(shù)搭設形式為： 2層梁上順下橫單門架;（ 一 ） 面板參數(shù)面板采用樺木（垂直方向）18mn厚覆面木膠合板；厚度：18mm抗彎設計值fm： 15N/mm 彈性模量E： 5400N/mrT；（ 二） 第一層支撐梁參數(shù)材料： 1根80 X 80矩形木楞;間距： 400mm；木材品種：粗皮落葉松；彈性模量 E： 10000N/mm2；抗壓強度設計值fc : 16N/mm抗彎強度設計值fm： 17N/mrh抗剪強度設計值 fv： 1.7N/mm2； ( 三 ) 第二層支撐梁參數(shù) 材料： 1根80 X 80矩形木楞；木材品種：粗皮落葉松；彈性模量 E：10000N/mm2；抗壓強度設計

46、值fc : 16N/mm抗彎強度設計值fm： 17N/mrh抗剪強度設計值 fv： 1.7N/mm2；二、模板面板計算面板為受彎結構，需要驗算其抗彎強度和剛度。根據(jù)模板規(guī)范(JGJ162-2008)第5.2.1 條規(guī)定，面板按照簡支跨計算。這里取面板的計算寬度為1.000m。面板的截面慣性矩I和截面抵抗矩V分別為:I = 1000X183/12= 4.860 X105mm4；V = 1000X182/6 = 5.400 X104mm3；1. 荷載計算及組合模板自重標準值 Gk=0.354 X 1.000=0.354 kN/m ;新澆筑砼自重標準值 Gk=28.3 X 1.000 X 0.12=

47、3.396 kN/m ;鋼筋自重標準值 G3k=1.297X1.000X0.12=0.156 kN/m ； 永久荷載標準值 Gk= 0.354+ 3.396+ 0.156=3.906 kN/m施工人員及設備荷載標準值 Q1k=2.5X1.000=2.500 kN/m ； 計算模板面板時用集中活荷載進行驗算 P=2.5 kN； (1) 計算撓度采用標準組合：q=3.906kN/m；(2) 計算彎矩采用基本組合：A 永久荷載和均布活荷載組合q=max （q1， q2） =7.368kN/m；由可變荷載效應控制的組合：q1=0.9 X(1.2 X3.906+1.4 X2.500) =7.368kN/

48、m ；由永久荷載效應控制的組合：q2=0.9 X(1.35 X3.906+1.4 X0.7X2.500) =6.950kN/m ；B 永久荷載和集中活荷載組合由可變荷載效應控制的組合：q1=0.9 X 1.2 X 3.906 =4.218kN/m；P 1=0.9 X 1.4 X 2.5 =3.150kN;由永久荷載效應控制的組合：q2=0.9X1.35X3.906 =4.745kN/m ；P2=0.9X1.4X0.7X2.5 =2.205kN ；2. 面板抗彎強度驗算(T = M/W f其中：W -面板的截面抵抗矩，W =5.400 X 104mmM -面板的最大彎矩(N - mm) M=ma

49、( Ma Mb1, Mb2 =0.399kN m22Ma=0.125qX l =0.125 X 7.368 X 0.4 =0.147kN m Mb1=0.125q1Xl 2+0.25P1Xl2=0.125 X 4.218 X 0.4 +0.25 X 3.150 X 0.4 =0.399kN - m2Mb2=0.125q2Xl 2+0.25P2Xl2求！=0.125 X 4.745 X 0.4 +0.25 X 2.205 X 0.4 =0.315N - mm 經(jīng)計算得到，面板的受彎應力計算值 : T= 0.399X106/5.400 X104=7.396N/mm2； 實際彎曲應力計算值 T=7.

50、396N/mm2 小于抗彎強度設計值 f =15N/mm 2，滿足要I-截面慣性矩 : I =4.860 X 105mm4；2. 面板撓度驗算4v=5ql /(384EI) V其中： q- 作用在模板上的壓力線荷載 :q = 3.906kN/m ；l-E-面板計算跨度 : l =400mm ；面板材質的彈性模量 : E = 5400N/mm2；V- 容許撓度： 結構表面隱藏 V=l/250=1.600mm；面板的最大撓度計算值 ： V= 5X 3.906X 4004/(384 X 5400X 4.860X105)=0.496mm；實際最大撓度計算值：V =0.496mm、于最大允許撓度值:V

51、=1.600mm滿足要求！三、板底支撐梁的計算1. 第一層支撐梁的計算支撐梁采用1根80X 80矩形木楞，間距400mm支撐梁的截面慣性矩I，截面抵抗矩V和彈性模量E分別為:464I=1 X 341 .33 X 104= 3.413X106 mm4；V=1 X85.33X103= 8.533X104 mm3；E=10000 N/mm 2；（ 一 ） 荷載計算及組合：模板自重標準值 G1k=0.354 X 0.4=0.142 kN/m ；新澆筑砼自重標準值 G2k=28.3 X 0.4 X 0.1 2=1 .358 kN/m；鋼筋自重標準值 G3k=1 .297 X 0.4 X 0.1 2=0.062 kN/m ；永久荷載標準值 Gk= 0.142+1.358+ 0.062=1.562 kN/m ；施工人員及設備荷載標準值 Q1k=2.5X0.4=1.000 kN/m ；計算第一層支撐梁時用集中活荷載進行驗算 P=2.5 kN；（1） 計算撓度采用標準組合 （ 考慮支撐梁自重 ） ：q=1.562+0.038=1.601kN/m（2） 計算彎矩和剪力采用基本組合 （ 考慮支撐梁自重 ）：A 永久荷載和均布活荷載組合由可變荷載效應控制的組合：q1=0.9 X 1 .2 X (1 .562+0.0384) =1.72