施工组织设计下载简介

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鲜花小镇扣件式高大模板工程专项施工方案（2017年）

小梁弯矩图(kN·m)

σ=Mmax/W=0.073×106/53330=1.362N/mm2≤[f]=13N/mm2

JT／T 901-2014标准下载 小梁剪力图(kN)

Vmax＝2.017kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×2.017×1000/(2×50×80)＝0.757N/mm2≤[τ]=1.4N/mm2

小梁变形图(mm)

νmax＝0.025mm≤[ν]＝L/400＝300/400＝0.75mm

4、支座反力计算

承载能力极限状态

R1＝0.111kN，R2＝3.22kN，R3＝3.22kN，R4＝0.111kN

正常使用极限状态

R'1＝0.091kN，R'2＝2.543kN，R'3＝2.543kN，R'4＝0.091kN

主梁自重忽略不计，主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6

由上节可知P＝max[R2，R3]×0.6＝1.932kN，P'＝max[R2'，R3']×0.6＝1.526kN

主梁计算简图一

主梁计算简图二

主梁弯矩图一(kN·m)

主梁弯矩图二(kN·m)

σ=Mmax/W=0.215×106/4490=47.884N/mm2≤[f]=205N/mm2

主梁剪力图一(kN)

主梁剪力图二(kN)

Vmax＝2.999kN

τmax=2Vmax/A=2×2.999×1000/424＝14.146N/mm2≤[τ]=125N/mm2

主梁变形图一(mm)

主梁变形图二(mm)

跨中νmax＝0.101mm≤[ν]＝L/400＝450/400＝1.125mm

4、支座反力计算

图一：Rmax=4.822kN

图二：Rmax=4.818kN

用小梁的支座反力分别代入可得：

承载能力极限状态

立柱2：R2＝4.822kN，立柱3：R3＝4.822kN

立柱2：R2＝4.818kN，立柱3：R3＝4.818kN

立柱所受主梁支座反力依次为:立柱2:P2=4.822/0.6=8.037kN,立柱3:P3=4.822/0.6=8.037kN

七、纵向水平钢管验算

由小梁验算一节可知P＝max[R1，R4]＝0.111kN，P'＝max[R1'，R4']＝0.091kN

纵向水平钢管计算简图一

纵向水平钢管计算简图二

纵向水平钢管弯矩图一(kN·m)

纵向水平钢管弯矩图二(kN·m)

σ＝Mmax/W＝0.012×106/4490＝2.673N/mm2≤[f]=205N/mm2

纵向水平钢管剪力图一(kN)

纵向水平钢管剪力图二(kN)

Vmax＝0.172kN

τmax＝2Vmax/A=2×0.172×1000/424＝0.813N/mm2≤[τ]＝125N/mm2

纵向水平钢管变形图一(mm)

纵向水平钢管变形图二(mm)

跨中νmax＝0.006mm≤[ν]＝L/400＝450/400＝1.125mm

4、支座反力计算

图一：Rmax=0.277kN

图二：Rmax=0.277kN

用小梁两侧的支座反力分别代入可得：

承载能力极限状态

立柱1：R1=0.277kN，立柱4：R4=0.277kN

立柱1：R1=0.277kN，立柱4：R4=0.277kN

1、扣件抗滑移验算

两侧立柱最大受力N＝max[R1,R4]＝max[0.277,0.277]＝0.277kN≤0.85×8=6.8kN

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[P2，P3]＝8.037kN≤[N]＝30kN

l0=h=1500mm

λ=l0/i=1500/15.9=94.34≤[λ]=150

长细比满足要求！

查表得，φ＝0.634

Mw＝0.9×φc×1.4×ωk×la×h2/10＝0.9×0.9×1.4×0.223×0.45×1.52/10＝0.026kN·m

q1＝0.9×[1.2×(0.1+(24+1.5)×1.9)+1.4×0.9×2]×0.4＝21.881kN/m

q1＝12.08kN/m

q2＝0.043kN/m

同上四～七计算过程，可得：

R1＝0.255kN，P2＝7.205kN，P3＝7.205kN，R4＝0.255kN

f＝N/(φA)+Mw/W＝7898.084/(0.634×424)+0.026×106/4490＝35.172N/mm2≤[f]＝205N/mm2

H/B=6/20=0.3≤3

满足要求，不需要进行抗倾覆验算 ！

11.5 板（250厚）模板支撑体系计算书

设计简图如下：

楼板面板应搁置在梁侧模板上，本例以三等跨连续梁，取1m单位宽度计算。

W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4

承载能力极限状态

q1＝0.9×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.25)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×2.5] ×1=10.035kN/m

q1静=0.9×[γG(G1k +(G2k+G3k)×h)×b] = 0.9×[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.25)×1]=6.885kN/m

q1活=0.9×(γQQ1k)×b=0.9×(1.4×2.5)×1=3.15kN/m

q2＝0.9×1.2×G1k×b＝0.9×1.2×0.1×1=0.108kN/m

p＝0.9×1.4×Q1k＝0.9×1.4×2.5＝3.15kN

正常使用极限状态

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.25))×1＝6.375kN/m

计算简图如下：

M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×6.885×0.252+0.117×3.15×0.252＝0.066kN·m

M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.108×0.252+0.213×3.15×0.25，0.1×0.108×0.252+0.175×3.15×0.25]＝0.168kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.066，0.168]＝0.168kN·m

σ＝Mmax/W＝0.168×106/37500＝4.487N/mm2≤[f]＝15N/mm2

νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×6.375×2504/(100×10000×281250)=0.06mm

ν＝0.06mm≤[ν]＝L/250＝250/250＝1mm

q1＝0.9×max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.25)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×2.5]×0.25=2.563kN/m

因此，q1静＝0.9×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=0.9×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.25)×0.25=1.775kN/m

q1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×2.5×0.25＝0.787kN/m

q2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.3×0.25＝0.081kN/m

p＝0.9×1.4×Q1k＝0.9×1.4×2.5＝3.15kN

计算简图如下：

M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×1.775×0.92+0.117×0.787×0.92＝0.218kN·m

M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.081×0.92+0.213×3.15×0.9，0.1×0.081×0.92+0.175×3.15×0.9]＝0.609kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.218，0.609]＝0.609kN·m

σ=Mmax/W=0.609×106/53330=11.421N/mm2≤[f]=13N/mm2

V1＝0.6q1静L+0.617q1活L＝0.6×1.775×0.9+0.617×0.787×0.9＝1.396kN

V2＝0.6q2L+0.675p＝0.6×0.081×0.9+0.675×3.15＝2.17kN

Vmax＝max[V1，V2]＝max[1.396，2.17]＝2.17kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×2.17×1000/(2×50×80)＝0.814N/mm2≤[τ]=1.4N/mm2

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.25))×0.25＝1.644kN/m

挠度,跨中νmax＝0.677qL4/(100EI)=0.677×1.644×9004/(100×9000×213.33×104)＝0.38mm≤[ν]＝L/250＝900/250＝3.6mm

1、小梁最大支座反力计算

q1＝0.9×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.25)+1.4×1.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×1.5]×0.25＝2.389kN/m

q1静＝0.9×1.35×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝0.9×1.35×(0.5+(24+1.1)×0.25)×0.25＝2.058kN/m

q1活＝0.9×1.4×0.7×Q1k×b ＝0.9×1.4×0.7×1.5×0.25＝0.331kN/m

q2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.25))×0.25＝1.694kN/m

承载能力极限状态

按三等跨连续梁，Rmax＝(1.1q1静+1.2q1活)L＝1.1×2.058×0.9+1.2×0.331×0.9＝2.395kN

R＝Rmax＝2.395kN;

正常使用极限状态

按三等跨连续梁，R'max＝1.1q2L＝1.1×1.694×0.9＝1.677kN

R'＝R'max＝1.677kN;

计算简图如下：

主梁计算简图一

主梁计算简图二

主梁弯矩图一(kN·m)

主梁弯矩图二(kN·m)

σ=Mmax/W=0.785×106/4490=174.79N/mm2≤[f]=205N/mm2

主梁剪力图一(kN)

主梁剪力图二(kN)

τmax=2Vmax/A=2×5.921×1000/424＝27.929N/mm2≤[τ]=125N/mm2

主梁变形图一(mm)

主梁变形图二(mm)

跨中νmax＝1.394mm≤[ν]＝L/250=3.6mm

5、支座反力计算

承载能力极限状态

支座反力依次为R1=4.715kN，R2=9.397kN，R3=9.503kN，R4=2.729kN

支座反力依次为R1=3.659kN，R2=9.513kN，R3=9.513kN，R4=3.659kN

按上节计算可知，可调托座受力N＝9.513kN≤[N]＝30kN

l0=h=1500mm

λ=l0/i=1500/15.9=94.34≤[λ]=150

2、立柱稳定性验算

q1＝0.9×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.25)+1.4×0.9×1]×0.25 = 2.113kN/m

同上四～六步计算过程，可得：

R1＝4.168kN，R2＝8.409kN，R3＝8.409kN，R4＝3.234kN

λ=l0/i=1500.000/15.9=94.34

查表得，φ1=0.634

不考虑风荷载:

N =Max[R1,R2,R3,R4]+0.9×γG×q×H=Max[4.168,8.409,8.409,3.234]+0.9×1.2×0.15×6=9.381kN

f=N/(φ1A)＝9.381×103/(0.634×424)=34.897N/mm2≤[σ]=205N/mm2

Mw＝0.9×γQφcωk×la×h2/10＝0.9×1.4×0.9×0.114×0.9×1.52/10＝0.026kN·m

Nw =Max[R1,R2,R3,R4]+0.9×γG×q×H+Mw/lb=Max[4.168,8.409,8.409,3.234]+0.9×1.2×0.15×6+0.026/0.9=9.41kN

f=Nw/(φ1A)+Mw/W＝9.41×103/(0.634×424)+0.026×106/4490=40.796N/mm2≤[σ]=205N/mm2

H/B=6/5=1.2≤3

满足要求，不需要进行抗倾覆验算 ！

11.6楼板回顶层模板支撑体系计算书

本地下室采取层层回顶GB∕T 50508-2019标准下载，不需进行计算。

附图01：地下二层大截面梁平面布置图 如需要CAD附图请添加扣扣：壹壹叁柒捌柒肆壹柒伍

附图02：地下一层大截面梁平面布置图

附图04：高大模板支撑体系平面布置图

附图05：梁施工图（一）如需要CAD附图请添加扣扣：壹壹叁柒捌柒肆壹柒伍

附图06：梁施工图（二）

T／CSSG 001.1-2020 市域网格化治理标准体系建设指南 第1部分：术语和定义.pdf.pdf附图07：梁施工图（三）

附图08：梁施工图（三）如需要CAD附图请添加扣扣：壹壹叁柒捌柒肆壹柒伍

附图09：高支模板施工大样图