250厚板模板支架計(jì)算書

1、250厚板模板支架計(jì)算書*酒店工程；工程建設(shè)地點(diǎn)：kkk；屬于kkk結(jié)構(gòu);地上3層;地下1層；建筑高度：20m；標(biāo)準(zhǔn)層層高：0m ；總建筑面積：0平方米；總工期：0天。本工程由hjkg投資建設(shè)，lhjl設(shè)計(jì)，;jnk地質(zhì)勘察，hjl監(jiān)理，組織施工；由kkk擔(dān)任項(xiàng)目經(jīng)理，kk擔(dān)任技術(shù)負(fù)責(zé)人。一、綜合說(shuō)明由于其中模板支撐架高15.9米，為確保施工安全，編制本專項(xiàng)施工方案。設(shè)計(jì)范圍包括：樓板，長(zhǎng)×寬6m×4m，厚0.25m。（一）模板支架選型根據(jù)本工程實(shí)際情況，結(jié)合施工單位現(xiàn)有施工條件，經(jīng)過(guò)綜合技術(shù)經(jīng)濟(jì)比較，選擇扣件式鋼管腳手架作為模板支架的搭設(shè)材料，進(jìn)行相應(yīng)的設(shè)計(jì)計(jì)算。（二）編

2、制依據(jù)1、中華人民共和國(guó)行業(yè)標(biāo)準(zhǔn)，建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范（jgj1302001）。2、*省地方標(biāo)準(zhǔn)，建筑施工扣件式鋼管模板支架技術(shù)規(guī)程（db33/1035-2006）。以下簡(jiǎn)稱規(guī)程。3、建設(shè)部 建筑施工安全檢查標(biāo)準(zhǔn)(jgj59-99)。4、本工程相關(guān)圖紙，設(shè)計(jì)文件。5、國(guó)家、省有關(guān)模板支撐架設(shè)計(jì)、施工的其它規(guī)范、規(guī)程和文件。二、搭設(shè)方案（一）基本搭設(shè)參數(shù)模板支架高h(yuǎn)為15.9m，立桿步距h（上下水平桿軸線間的距離）取1.5m，立桿縱距l(xiāng)a取0.6m，橫距l(xiāng)b取0.8m。立桿伸出頂層橫向水平桿中心線至模板支撐點(diǎn)的自由長(zhǎng)度a取0.1m。整個(gè)支架的簡(jiǎn)圖如下所示。 模板底部的方木，截面寬

3、60mm，高80mm，布設(shè)間距0.2m。（二）材料及荷載取值說(shuō)明本支撐架使用 48×3.2鋼管，鋼管壁厚不得小于3mm，鋼管上嚴(yán)禁打孔；采用的扣件，應(yīng)經(jīng)試驗(yàn)，在螺栓擰緊扭力矩達(dá)65n·m時(shí)，不得發(fā)生破壞。按荷載規(guī)范和扣件式鋼管模板支架規(guī)程，模板支架承受的荷載包括模板及支架自重、新澆混凝土自重、鋼筋自重，以及施工人員及設(shè)備荷載、振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載等。三、板模板支架的強(qiáng)度、剛度及穩(wěn)定性驗(yàn)算荷載首先作用在板底模板上，按照"底模底模方木/鋼管橫向水平鋼管扣件/可調(diào)托座立桿基礎(chǔ)"的傳力順序，分別進(jìn)行強(qiáng)度、剛度和穩(wěn)定性驗(yàn)算。其中，取與底模方木平行的方向?yàn)榭v向。（

4、一）板底模板的強(qiáng)度和剛度驗(yàn)算模板按三跨連續(xù)梁計(jì)算，如圖所示: （1）荷載計(jì)算，按單位寬度折算為線荷載。此時(shí)，模板的截面抵抗矩為：w1000×182/6=5.40×104mm3；模板自重標(biāo)準(zhǔn)值：x10.3×1 =0.3kn/m；新澆混凝土自重標(biāo)準(zhǔn)值：x20.25×24×1 =6kn/m；板中鋼筋自重標(biāo)準(zhǔn)值：x30.25×1.1×1 =0.275kn/m；施工人員及設(shè)備活荷載標(biāo)準(zhǔn)值：x41×1 =1kn/m；振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載標(biāo)準(zhǔn)值：x52×1=2kn/m。以上1、2、3項(xiàng)為恒載，取分項(xiàng)系數(shù)1.35，4、

5、5項(xiàng)為活載，取分項(xiàng)系數(shù)1.4，則底模的荷載設(shè)計(jì)值為： g1 =(x1+x2+x3)×1.35=(0.3+6+0.275)×1.35=8.876kn/m； q1 =(x4+x5)×1.4=(1+2)×1.4 =4.2kn/m；對(duì)荷載分布進(jìn)行最不利布置，最大彎矩取跨中彎矩和支座彎矩的較大值。 跨中最大彎矩計(jì)算簡(jiǎn)圖跨中最大彎矩計(jì)算公式如下:m1max = 0.08g1lc2+0.1q1lc2 = 0.08×8.876×0.22+0.1×4.2×0.22=0.045kn·m 支座最大彎矩計(jì)算簡(jiǎn)圖支座最大彎矩計(jì)算公

6、式如下：m2max= -0.1g1lc2-0.117q1lc2= -0.1×8.876×0.22-0.117×4.2×0.22= -0.055kn·m；經(jīng)比較可知，荷載按照?qǐng)D2進(jìn)行組合，產(chǎn)生的支座彎矩最大。mmax=0.055kn·m；（2）底?？箯潖?qiáng)度驗(yàn)算取max(m1max，m2max)進(jìn)行底?？箯濖?yàn)算，即 =0.055×106 /(5.40×104)=1.022n/mm2底模面板的受彎強(qiáng)度計(jì)算值 =1.022n/mm2 小于抗彎強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 fm =15n/mm2，滿足要求。（3）底模抗剪強(qiáng)度計(jì)算。荷載對(duì)模板產(chǎn)

7、生的剪力為q=0.6g1lc+0.617q1lc=0.6×8.876×0.2+0.617×4.2×0.2=1.583kn；按照下面的公式對(duì)底模進(jìn)行抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算： =3×1583.43/(2×1000×18)=0.132n/mm2；所以，底模的抗剪強(qiáng)度 =0.132n/mm2小于 抗剪強(qiáng)度設(shè)計(jì)值fv =1.4n/mm2滿足要求。（4）底模撓度驗(yàn)算模板彈性模量e=6000 n/mm2；模板慣性矩 i=1000×183/12=4.86×105 mm4；根據(jù)jgj1302001，剛度驗(yàn)算時(shí)采用荷載短期效應(yīng)組合，取

8、荷載標(biāo)準(zhǔn)值計(jì)算，不乘分項(xiàng)系數(shù)，因此，底模的總的變形按照下面的公式計(jì)算： =0.041mm；底模面板的撓度計(jì)算值 =0.041mm小于撓度設(shè)計(jì)值v =min(200/150，10)mm ，滿足要求。（二）底模方木的強(qiáng)度和剛度驗(yàn)算按三跨連續(xù)梁計(jì)算（1）荷載計(jì)算模板自重標(biāo)準(zhǔn)值：x1=0.3×0.2=0.06kn/m；新澆混凝土自重標(biāo)準(zhǔn)值：x2=0.25×24×0.2=1.2kn/m；板中鋼筋自重標(biāo)準(zhǔn)值：x3=0.25×1.1×0.2=0.055kn/m；施工人員及設(shè)備活荷載標(biāo)準(zhǔn)值：x4=1×0.2=0.2kn/m；振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載標(biāo)準(zhǔn)

9、值：x5=2×0.2=0.4kn/m；以上1、2、3項(xiàng)為恒載，取分項(xiàng)系數(shù)1.35，4、5項(xiàng)為活載，取分項(xiàng)系數(shù)1.4，則底模的荷載設(shè)計(jì)值為：g2 =(x1+x2+x3)×1.35=(0.06+1.2+0.055)×1.35=1.775kn/m；q2 =(x4+x5)×1.4=(0.2+0.4)×1.4=0.84kn/m； 支座最大彎矩計(jì)算簡(jiǎn)圖支座最大彎矩計(jì)算公式如下:mmax= -0.1×g2×la2-0.117×q2×la2= -0.1×1.775×0.62-0.117×0.

10、84×0.62=-0.099kn·m；（2）方木抗彎強(qiáng)度驗(yàn)算方木截面抵抗矩 w=bh2/6=60×802/6=6.4×104 mm3； =0.1×106/(6.4×104)=1.551n/mm2；底模方木的受彎強(qiáng)度計(jì)算值 =1.551n/mm2 小于抗彎強(qiáng)度設(shè)計(jì)值fm =13n/mm2 ，滿足要求。（3）底模方木抗剪強(qiáng)度計(jì)算荷載對(duì)方木產(chǎn)生的剪力為q=0.6g2la+0.617q2la=0.6×1.775×0.6+0.617×0.84×0.6=0.95kn；按照下面的公式對(duì)底模方木進(jìn)行抗剪強(qiáng)度驗(yàn)算

11、： =0.297n/mm2；所以，底模方木的抗剪強(qiáng)度 =0.297n/mm2小于抗剪強(qiáng)度設(shè)計(jì)值fv=1.3n/mm2滿足要求。（4）底模方木撓度驗(yàn)算方木彈性模量 e=9000 n/mm2；方木慣性矩 i=60×803/12=2.56×106 mm4；根據(jù)jgj1302001，剛度驗(yàn)算時(shí)采用荷載短期效應(yīng)組合，取荷載標(biāo)準(zhǔn)值計(jì)算，不乘分項(xiàng)系數(shù)，因此，方木的總的變形按照下面的公式計(jì)算： =0.521×(x1+x2+x3)×la4/(100×e×i)+0.192×(x4+x5)×la4/(100×e×i)

12、=0.045 mm；底模方木的撓度計(jì)算值 =0.045mm 小于 撓度設(shè)計(jì)值v =min(600/150，10)mm ，滿足要求。（三）板底橫向水平鋼管的強(qiáng)度與剛度驗(yàn)算根據(jù)jgj1302001，板底水平鋼管按三跨連續(xù)梁驗(yàn)算，承受本身自重及上部方木小楞傳來(lái)的雙重荷載，如圖所示。 （1）荷載計(jì)算材料自重：0.035kn/m；方木所傳集中荷載：取（二）中方木內(nèi)力計(jì)算的中間支座反力值，即p=1.1g2la+1.2q2la=1.1×1.775×0.6+1.2×0.84×0.6=1.776kn；按疊加原理簡(jiǎn)化計(jì)算，鋼管的內(nèi)力和撓度為上述兩荷載分別作用之和。（2）強(qiáng)度

13、與剛度驗(yàn)算橫向水平鋼管計(jì)算簡(jiǎn)圖、內(nèi)力圖、變形圖如下： 支撐鋼管計(jì)算簡(jiǎn)圖 支撐鋼管計(jì)算彎矩圖(kn·m) 支撐鋼管計(jì)算變形圖(mm) 支撐鋼管計(jì)算剪力圖(kn) 中間支座的最大支座力 rmax = 7.807 kn ；鋼管的最大應(yīng)力計(jì)算值 = 0.536×106/4.73×103=113.236 n/mm2；鋼管的最大撓度 max = 0.961 mm ；支撐鋼管的抗彎強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 fm=205 n/mm2；支撐鋼管的最大應(yīng)力計(jì)算值 =113.236 n/mm2 小于 鋼管抗彎強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 fm=205 n/mm2,滿足要求!支撐鋼管的最大撓度計(jì)算值 =0.961小于最

14、大允許撓度 v=min(800/150,10) mm,滿足要求!（四）扣件抗滑力驗(yàn)算板底橫向水平鋼管的最大支座反力，即為扣件受到的最大滑移力，扣件連接方式采用雙扣件，扣件抗滑力按下式驗(yàn)算 nrc n=7.807kn；雙扣件抗滑移力n=7.807kn小于 rc=12kn ,滿足要求。（五）立桿穩(wěn)定性驗(yàn)算 立桿計(jì)算簡(jiǎn)圖1、不組合風(fēng)荷載時(shí)，立桿穩(wěn)定性計(jì)算（1）立桿荷載。根據(jù)規(guī)程，支架立桿的軸向力設(shè)計(jì)值n應(yīng)按下式計(jì)算： n = 1.35ngk + 1.4nqk 其中ngk為模板及支架自重，顯然，最底部立桿所受的軸壓力最大。將其分成模板（通過(guò)頂部扣件）傳來(lái)的荷載和下部鋼管自重兩部分，分別計(jì)算后相加而得。

15、模板所傳荷載就是頂部扣件的滑移力（或可調(diào)托座傳力），根據(jù)3.1.4節(jié)，此值為f1=7.807kn。除此之外，根據(jù)規(guī)程條文說(shuō)明4.2.1條，支架自重按模板支架高度乘以0.15kn/m取值。故支架自重部分荷載可取為f2=0.15×15.9=2.385kn；立桿受壓荷載總設(shè)計(jì)值為：nut=f1+f2×1.35=7.807+2.385×1.35=11.027kn；其中1.35為下部鋼管、扣件自重荷載的分項(xiàng)系數(shù)，f1因?yàn)橐呀?jīng)是設(shè)計(jì)值，不再乘分項(xiàng)系數(shù)。（2）立桿穩(wěn)定性驗(yàn)算。按下式驗(yàn)算 -軸心受壓立桿的穩(wěn)定系數(shù)，根據(jù)長(zhǎng)細(xì)比按規(guī)程附錄c采用； a -立桿的截面面積，取4.5

16、15;102mm2； kh -高度調(diào)整系數(shù)，建筑物層高超過(guò)4m時(shí)，按規(guī)程5.3.4采用；計(jì)算長(zhǎng)度l0按下式計(jì)算的結(jié)果取大值：l0=h+2a=1.5+2×0.1=1.7m；l0=kh=1.167×1.293×1.5=2.263m；式中：h-支架立桿的步距，取1.5m； a -模板支架立桿伸出頂層橫向水平桿中心線至模板支撐點(diǎn)的長(zhǎng)度，取0.1m； -模板支架等效計(jì)算長(zhǎng)度系數(shù)，參照規(guī)程附表d1,取1.293； k -計(jì)算長(zhǎng)度附加系數(shù)，按規(guī)程附表d2取值為1.167；故l0取2.263m；=l0/i=2.263×103 /15.9=143；查規(guī)程附錄c得 = 0.

17、336； kh=1/1+0.005×(15.9-4)=0.944； =1.05×n/(akh)=1.05×11.027×103 /(0.336×4.5×102×0.944)=81.134n/mm2；立桿的受壓強(qiáng)度計(jì)算值 =81.134n/mm2 小于 立桿的抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 f =205 n/mm2 ，滿足要求。2、組合風(fēng)荷載時(shí)，立桿穩(wěn)定性計(jì)算（1）立桿荷載。根據(jù)規(guī)程，支架立桿的軸向力設(shè)計(jì)值nut取不組合風(fēng)荷載時(shí)立桿受壓荷載總設(shè)計(jì)值計(jì)算。由前面的計(jì)算可知:nut11.027kn；風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值按下式計(jì)算：wk=0.7zswo=0

18、.7×0.74×0.273×0.45=0.064kn/m2；其中 w0 - 基本風(fēng)壓(kn/m2)，按照建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范(gb50009-2001)的規(guī)定采用：w0 = 0.45 kn/m2； z - 風(fēng)荷載高度變化系數(shù)，按照建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范(gb50009-2001)的規(guī)定采用：z= 0.74 ； s - 風(fēng)荷載體型系數(shù)：取值為0.273；mw=0.85×1.4×mwk=0.85×1.4×wk×la×h2/10=0.85×1.4×0.064×0.6×1.52/10

19、=0.01kn·m；（2）立桿穩(wěn)定性驗(yàn)算 =1.05×n/(akh)+mw/w=1.05×11.027×103/(0.336×4.5×102×0.944)+0.01×106 /(4.73×103)=83.295n/mm2；立桿的受壓強(qiáng)度計(jì)算值 =83.295n/mm2 小于立桿的抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 f =205 n/mm2 ，滿足要求。（六）立桿的地基承載力計(jì)算 立桿基礎(chǔ)底面的平均壓力應(yīng)滿足下式的要求 p fg 地基承載力設(shè)計(jì)值:fg = fgk×kc = 2000×1=2000 kpa；

20、 其中，地基承載力標(biāo)準(zhǔn)值：fgk= 2000 kpa ； 腳手架地基承載力調(diào)整系數(shù)：kc = 1 ； 立桿基礎(chǔ)底面的平均壓力：p = 1.05n/a =1.05×11.027/0.25=46.314 kpa ；其中，上部結(jié)構(gòu)傳至基礎(chǔ)頂面的軸向力設(shè)計(jì)值 ：n = 11.578 kn；基礎(chǔ)底面面積 ：a = 0.25 m2 。p=46.314kpa fg=2000 kpa 。地基承載力滿足要求?。ㄆ撸┎鹉r(shí)間計(jì)算參考建筑施工安全手冊(cè)（杜榮軍主編，中國(guó)建筑工業(yè)出版社出版社出版），各樓層層高、樓面設(shè)計(jì)荷載、樓板板厚均按相同計(jì)。1、支架所受各類荷載的取值：附加在每根立桿上的樓蓋自重荷載為：n板

21、i1.35×0.25×0.8×0.6×（24+1.1）4.066kn；模板自重為：n模i1.35×0.3×0.6×0.80.194kn；支架自重為：n支gi1.35×0.15×15.93.22kn；混凝土澆筑施工荷載為：n澆i1.4×（1+2）×0.6×0.82.016kn；樓蓋總的設(shè)計(jì)荷載為：nq=1.4×2.5×0.6×0.8+ 4.066 5.746kn；2、澆筑層的荷載計(jì)算（設(shè)當(dāng)前澆筑層為第i層）：澆筑層荷載強(qiáng)度達(dá)到0.000/14.30

22、0×100=0設(shè)計(jì)強(qiáng)度，n支i = n板i+n模i+n支gi+n澆i=4.066+0.194+3.22+2.0169.496kn；3、下一層立桿的荷載計(jì)算：下一層荷載強(qiáng)度達(dá)到10.000/14.300×100=69.93設(shè)計(jì)強(qiáng)度，n支i-1n支i+n模i+n支gi+n板i=9.496+0.194+3.22+1×4.06616.977kn；其中，為樓蓋荷載計(jì)入比例，1。4、下二層立桿的荷載計(jì)算：下二層荷載強(qiáng)度達(dá)到15.000/14.300×100=104.895設(shè)計(jì)強(qiáng)度，n支i-2n支i-1+n支gi+n板i-nq=16.977+3.22+0.15×4.066-5.74615.06kn；其中