施工组织设计下载简介

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富兴裙楼19-22F-G轴屋面模板施工方案（修改）.doc

νmax＝0.1mm≤[ν]＝l/250＝417/250＝1.668mm

4、扣件抗滑计算

R＝max[R1,R4]＝1.547kN≤1×8=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！

同理可知2020岩土结构-基础正式课及公开课讲义第八课-钢结构的连接及钢屋架.pdf，右侧立柱扣件受力R＝1.547kN≤1×8=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！

λ=h/i=1500/15.9=94.34≤[λ]=150

长细比满足要求！

查表得，φ＝0.634

Mw＝0.92×1.4×ωk×la×h2/10＝0.92×1.4×0.18×1×1.52/10＝0.046kN·m

q1＝0.9×[1.2×(0.1+(24+1.5)×1.5)+0.9×1.4×2]×1＝43.686kN/m

同上四～六计算过程，可得：

R1＝1.45kN，R2＝13.052kN，R3＝13.052kN，R4＝1.45kN

f＝N/(φA)+Mw/W＝14050.605/(0.634×424)+0.046×106/4490＝62.497N/mm2≤[f]＝205N/mm2

由"主梁验算"一节计算可知可调托座最大受力N＝max[R2，R3]×2＝14.279kN≤[N]＝30kN

WB4：跨度13000*3450，板厚120mm，支撑架计算书

2、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－2011

设计简图如下：

根据《建筑施工模板安全技术规范》5.2.1"面板可按简支跨计算"的规定，另据现实，楼板面板应搁置在梁侧模板上，因此本例以简支梁，取1m单位宽度计算。计算简图如下：

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

q1＝0.9max[1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×(0.1+(1.1+24)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×2.5] ×1=6.511kN/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

Mmax＝max[q1l2/8,q2l2/8+pl/4]=max[6.511×0.32/8，0.108×0.32/8+3.15×0.3/4]= 0.237kN·m

σ＝Mmax/W＝0.237×106/37500＝6.332N/mm2≤[f]＝15N/mm2

q＝(G1k+(G3k+G2k)×h)×b=(0.1+(1.1+24)×0.12)×1=3.112kN/m

ν＝5ql4/(384EI)＝5×3.112×3004/(384×10000×281250)＝0.117mm≤[ν]＝l/250＝300/250＝1.2mm

因[B/lb]取整＝[3450/1000]取整＝3，按三等跨连续梁计算，又因小梁较大悬挑长度为225mm，因此需进行最不利组合，计算简图如下：

q1＝0.9max[1.2(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.3+(1.1+24)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×2.5]×0.3＝2.018kN/m

因此，q1静＝0.9×1.2(G1k+(G3k+G2k)×h)×b=0.9×1.2×(0.3+(1.1+24)×0.12)×0.3＝1.073kN/m

q1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×2.5×0.3＝0.945kN/m

M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×1.073×12+0.117×0.945×12＝0.218kN·m

q2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.3×0.3＝0.097kN/m

p＝0.9×1.4×Q1k=0.9×1.4×2.5＝3.15kN

M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×0.097×12+0.213×3.15×1，0.1×0.097×12+0.175×3.15×1]＝0.679kN·m

M3＝max[q1L12/2，q2L12/2+pL1]=max[2.018×0.2252/2，0.097×0.2252/2+3.15×0.225]＝0.711kN·m

Mmax＝max[M1，M2，M3]＝max[0.218，0.679，0.711]＝0.711kN·m

σ＝Mmax/W＝0.711×106/83330＝8.535N/mm2≤[f]＝15.44N/mm2

V1＝0.6q1静L+0.617q1活L＝0.6×1.073×1+0.617×0.945×1＝1.227kN

V2＝0.6q2L+0.675p＝0.6×0.097×1+0.675×3.15＝2.185kN

V3＝max[q1L1，q2L1+p]＝max[2.018×0.225，0.097×0.225+3.15]＝3.172kN

Vmax＝max[V1，V2，V3]＝max[1.227，2.185，3.172]＝3.172kN

τmax＝3Vmax/(2bh0)=3×3.172×1000/(2×100×50)＝0.952N/mm2≤[τ]＝1.78N/mm2

q=(G1k+(G3k+G2k)×h)×b=(0.3+(24+1.1)×0.12)×0.3＝0.994kN/m

跨中νmax＝0.677qL4/(100EI)=0.677×0.994×10004/(100×9350×4166700)＝0.173mm≤[ν]＝l/250＝1000/250＝4mm

悬臂端νmax＝qL4/(8EI)=0.994×2254/(8×9350×4166700)＝0.008mm≤[ν]＝l1/250＝225/250＝0.9mm

因主梁2根合并，则抗弯、抗剪、挠度验算荷载值取半。

1、小梁最大支座反力计算

Q1k＝1.5kN/m2

q1＝0.9max[1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×(0.5+(1.1+24)×0.12)+1.4×1.5，1.35×(0.5+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×1.5]×0.3＝1.705kN/m

q1静＝0.9×1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)×b=0.9×1.2×(0.5+(1.1+24)×0.12)×0.3＝1.138kN/m

q1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×1.5×0.3＝0.567kN/m

q2＝(G1k+ (G3k+G2k)×h)×b=(0.5+(1.1+24)×0.12)×0.3=1.054kN/m

承载能力极限状态

按三跨连续梁，Rmax＝(1.1q1静+1.2q1活)L＝1.1×1.138×1+1.2×0.567×1＝1.932kN

按悬臂梁，R1＝q1l=1.705×0.225＝0.384kN

R＝max[Rmax，R1]/2＝0.966kN;

正常使用极限状态

按三跨连续梁，Rmax＝1.1q2L＝1.1×1.054×1＝1.159kN

按悬臂梁，R1＝q2l=1.054×0.225＝0.237kN

R＝max[Rmax，R1]/2＝0.579kN;

计算简图如下：

主梁弯矩图(kN·m)

Mmax＝0.338kN·m

σ＝Mmax/W＝0.338×106/4490＝75.306N/mm2≤[f]＝205N/mm2

主梁剪力图(kN)

Vmax＝1.961kN

τmax＝2Vmax/A=2×1.961×1000/424＝9.25N/mm2≤[τ]＝125N/mm2

主梁变形图(mm)

νmax＝0.494mm

跨中νmax=0.494mm≤[ν]=1000/250=4mm

悬挑段νmax＝0.409mm≤[ν]=250/250=1mm

顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1×1.386×(1500+2×200)=2633.4mm

非顶部立杆段：l02=kμ2h =1×1.755×1500=2632.5mm

λ=l0/i=2633.4/15.9=165.623≤[λ]=210

长细比满足要求！

2、立柱稳定性验算

顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1.155×1.386×(1500+2×200)=3041.577mm

λ1＝l01/i＝3041.577/15.9＝191.294，查表得，φ1＝0.197

Mw=0.9×1.4ωklah2/10=0.9×1.4×0.18×1×1.52/10＝0.051kN·m

Nw＝1.2ΣNGik+0.9×1.4Σ(NQik+Mw/lb)=[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×1×1+0.9×1.4×0.051/1＝5.539kN

f＝ Nw/(φA)+ Mw/W＝5538.698/(0.197×424)+0.051×106/4490＝77.675N/mm2≤[f]＝205N/mm2

非顶部立杆段：l02=kμ2h =1.155×1.755×1500=3040.538mm

λ2＝l02/i＝3040.538/15.9＝191.229，查表得，φ2＝0.197

Mw=0.9×1.4ωklah2/10=0.9×1.4×0.18×1×1.52/10＝0.051kN·m

Nw＝1.2ΣNGik+0.9×1.4Σ(NQik+Mw/lb)=[1.2×(0.75+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×1×1+0.9×1.4×0.051/1＝5.839kN

f＝ Nw/(φA)+ Mw/W＝5838.698/(0.197×424)+0.051×106/4490＝81.266N/mm2≤[f]＝205N/mm2

按上节计算可知，可调托座受力N＝5.539kN≤[N]＝30kN

q'=gk=0.241=0.241kN/m

第1排：F'1=F1'/nz=14.05/1=14.05kN

第2排：F'2=F2'/nz=14.05/1=14.05kN

第3排：F'3=F3'/nz=14.05/1=14.05kN

第4排：F'4=F4'/nz=14.05/1=14.05kN

第5排：F'5=F5'/nz=14.05/1=14.05kN

第6排：F'6=F6'/nz=14.05/1=14.05kN

第7排：F'7=F7'/nz=14.05/1=14.05kN

第8排：F'8=F8'/nz=14.05/1=14.05kN

第9排：F'9=F9'/nz=14.05/1=14.05kN

q=1.2×gk=1.2×0.241=0.289kN/m

第1排：F1=F1/nz=18.27/1=18.27kN

第2排：F2=F2/nz=18.27/1=18.27kN

第3排：F3=F3/nz=18.27/1=18.27kN

第4排：F4=F4/nz=18.27/1=18.27kN

第5排：F5=F5/nz=18.27/1=18.27kN

第6排：F6=F6/nz=18.27/1=18.27kN

第7排：F7=F7/nz=18.27/1=18.27kN

第8排：F8=F8/nz=18.27/1=18.27kN

第9排：F9=F9/nz=18.27/1=18.27kN

弯矩图(kN·m)

σmax=Mmax/W=15.348×106/185000=82.963N/mm2≤[f]=215N/mm2

剪力图(kN)

τmax=28.501N/mm2≤[τ]=125N/mm2

变形图(mm)

νmax=1.585mm≤[ν]=l/250=9000/250=36mm

4、支座反力计算

下撑杆件角度计算：

β1=arctanL1/L2=arctan(5600/3200)=60.255°

β2=arctanL1/L2=arctan(5600/3200)=60.255°

下撑杆件支座力：

RX1=nzR3=1×56.952=56.952kN

RX2=nzR4=1×56.952=56.952kN

NXZ1=RX1/tanβ1=56.952/tan60.255°=32.544kN

NXZ2=RX2/tanβ2=56.952/tan60.255°=32.544kN

下撑杆件轴向力：

NX1=RX1/sinβ1=56.952/sin60.255°=65.594kN

NX2=RX2/sinβ2=56.952/sin60.255°=65.594kN

下撑杆件的最大轴向拉力NX=max[Nx1...Nxi]=65.594kN

L01=(L12+L22)0.5=(56002+32002)0.5=6449.806mm

L02=(L12+L22)0.5=(56002+32002)0.5=6449.806mm

下撑杆长细比：

λ1=L01/i=6449.806/51.95=124.154

λ2=L02/i=6449.806/51.95=124.154

轴心受压稳定性计算：

σ1=NX1/(φ1A)=65593.993/(0.453×1810)=80N/mm2≤f=205N/mm2

σ2=NX2/(φ2A)=65593.993/(0.453×1810)=80N/mm2≤f=205N/mm2

对接焊缝验算：

σ=NX/(lwt)=65.594×103/A=65.594×103/1810=36.24N/mm2≤fcw=185N/mm2

五、主梁整体稳定性验算

压弯构件强度：σmax=Mmax/(γW)+N/A=15.348×106/(1.05×185×103)+0×103/3060=79.012N/mm2≤[f]=215N/mm2

塑性发展系数γ

受弯构件整体稳定性分析：

σ = Mmax/(φbWx)=15.348×106/(0.894×185×103)=92.825N/mm2≤[f]=215N/mm2

六、锚固段与楼板连接的计算

锚固点压环钢筋受力：N/2 =3.259kN

压环钢筋验算：

σ=N/(4A)=N/πd2=6.517×103/(3.14×202)=5.186N/mm2≤0.85×[f]=0.85×65=55.25N/mm2

注：[f]为拉环钢筋抗拉强度，按《混凝土结构设计规范》9.7.6 每个拉环按2个截面计算的吊环应力不应大于65N/mm2

水平钢梁与楼板压点的拉环一定要压在楼板下层钢筋下面，并要保证两侧30cm以上搭接长度

附图一：搁置主梁平面布置图

附图二：搁置主梁立面图

皖2018JZ128：岩棉带保温防火复合板外墙外保温系统构造.pdf附图三：斜撑及回顶支撑立面图

附图四：12#斜撑斜脚固定、18#工字钢

由于采用工字钢作为屋面层支模架基础，施工工艺简单，人工投入少，节约工期约5天。

克服了高支模立杆不直出现偏心受力状态GBT22589-2017 镁碳砖，从而影响支撑的稳定性，影响混凝土楼板的极差，甚至开裂现象。

采用传统支模，需从地下室负一层开始搭设高支模至屋面楼板，高支模约43.75米高，高支模方案属超过一定规模危的险性较大的分部分项工程。采取在六层设置工字钢做屋面支模架基础，避免搭设高支模方案施工风险。

技术上的创新带来了显著的经济效益（计算六层以下高支模与工字钢基础差价），传统高支模施工工艺，高支模搭设人工费12元/m³，材料11.66元/㎡，合计12*43.75*300+11.66*300*3*43.75=616612.5元（61.67万元）。利用工字钢作为屋面层支模架基础，共计用工字钢约60吨，每吨3800元，两个焊工工作10天，合计60*3800+2*15*250=235500元（23.55万元），创效38.12万元。