施工组织设计下载简介

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酒店工程框架-核心筒结构模板施工方案（94页，图文详细）

左侧小梁荷载q左'＝q1左'+q2'+q3左'+q4左'=2.047+0.033+0.5+0.552=3.132kN/m

中间小梁荷载q中'= q1中'+ q2'=5.628+0.033=5.662kN/m

桥面系及附属工程施工方案 右侧小梁荷载q右'＝q1右'+q2'+q3右'+q4右' =2.047+0.033+0.5+0.552=3.132kN/m

小梁最大荷载q'=Max[q左',q中',q右']=Max[3.132,5.662,3.132]=5.662kN/m

为简化计算，按简支梁和悬臂梁分别计算，如下图：

Mmax＝max[0.125ql12，0.5ql22]＝max[0.125×9.054×0.252，0.5×9.054×0.32]＝0.407kN·m

σ=Mmax/W=0.407×106/64000=6.366N/mm2≤[f]=11.44N/mm2

Vmax＝max[0.5ql1，ql2]＝max[0.5×9.054×0.25，9.054×0.3]＝2.716kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×2.716×1000/(2×60×80)＝0.849N/mm2≤[τ]=1.232N/mm2

ν1＝5q'l14/(384EI)＝5×5.662×2504/(384×7040×256×104)＝0.016mm≤[ν]＝l1/250＝250/250＝1mm

ν2＝q'l24/(8EI)＝5.662×3004/(8×7040×256×104)＝0.318mm≤[ν]＝2l2/250＝2×300/250＝2.4mm

4、支座反力计算

承载能力极限状态

Rmax=max[qL1,0.5qL1+qL2]=max[9.054×0.25,0.5×9.054×0.25+9.054×0.3]=3.848kN

梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1=2.237kN,R2=3.848kN,R3=3.848kN,R4=2.237kN

正常使用极限状态

Rmax'=max[q'L1,0.5q'L1+q'L2]=max[5.662×0.25,0.5×5.662×0.25+5.662×0.3]=2.406kN

梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1'=1.331kN,R2'=2.406kN,R3'=2.406kN,R4'=1.331kN

主梁弯矩图(kN·m)

σ=Mmax/W=0.416×106/4730=88.024N/mm2≤[f]=205N/mm2

主梁剪力图(kN)

Vmax＝5.055kN

τmax=2Vmax/A=2×5.055×1000/450＝22.465N/mm2≤[τ]=125N/mm2

主梁变形图(mm)

νmax＝0.073mm≤[ν]＝L/250＝450/250＝1.8mm

4、支座反力计算

承载能力极限状态

支座反力依次为R1=1.03kN，R2=10.109kN，R3=1.03kN

正常使用极限状态

支座反力依次为R1'=0.619kN，R2'=6.237kN，R3'=0.619kN

（七）、2号主梁验算

P＝max[R2]=Max[10.109]=10.109kN，P'＝max[R2']＝Max[6.237]=6.237kN

2号主梁弯矩图(kN·m)

σ=Mmax/W=0.885×106/4730=187.018N/mm2≤[f]=205N/mm2

2号主梁剪力图(kN)

Vmax＝6.571kN

τmax=2Vmax/A=2×6.571×1000/450＝29.205N/mm2≤[τ]=125N/mm2

2号主梁变形图(mm)

νmax＝0.385mm≤[ν]＝L/250＝500/250＝2mm

4、支座反力计算

极限承载能力状态

支座反力依次为R1=13.647kN，R2=21.734kN，R3=21.735kN，R4=13.647kN

立杆所受主梁支座反力依次为R2=21.735/1=21.735kN

（八）、纵向水平钢管验算

P＝max[R1，R3]=1.03kN，P'＝max[R1'，R3']＝0.619kN

计算简图如下：

纵向水平钢管弯矩图(kN·m)

σ＝Mmax/W＝0.09×106/4730＝19.055N/mm2≤[f]＝205N/mm2

纵向水平钢管剪力图(kN)

Vmax＝0.67kN

τmax＝2Vmax/A=2×0.67×1000/450＝2.976N/mm2≤[τ]＝125N/mm2

纵向水平钢管变形图(mm)

νmax＝0.038mm≤[ν]＝L/250＝500/250＝2mm

4、支座反力计算

支座反力依次为R1=1.39kN，R2=2.215kN，R3=2.215kN，R4=1.39kN

同理可得：两侧立杆所受支座反力依次为R1=2.215kN，R3=2.215kN

（九）、可调托座验算

1、扣件抗滑移验算

两侧立杆最大受力N＝max[R1,R3]＝max[2.215,2.215]＝2.215kN≤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！

2、可调托座验算

可调托座最大受力N＝max[R2]＝21.735kN≤[N]=30kN

l0=h=1500mm

λ=l0/i=1500/15.9=94.34≤[λ]=210

长细比满足要求！

查表得：φ＝0.634

Mwd＝γ0×φc×γQ×Mωk=γ0×φc×γQ×(ζ2×ωk×la×h2/10)＝1.1×0.6 ×1.4×(1×0.045×0.5×1.52/10)＝0.005kN·m

R1＝2.215kN，R2＝21.735kN，R3＝2.215kN

梁两侧立杆承受楼板荷载：

fd＝Nd/(φA)+Mwd/W＝22803.995/(0.634×450)+0.005×106/4730＝80.987N/mm2≤[f]＝205N/mm2

（十一）、高宽比验算

H/B=6/47=0.128≤3

（十二）、架体抗倾覆验算

支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=l'a×ωfk=1.2×0.301=0.361kN/m：

风荷载作用在支架外侧模板上产生的水平力标准值：

Fwk= l'a×Hm×ωmk=1.2×1.5×0.466=0.839kN

支撑脚手架计算单元在风荷载作用下的倾覆力矩标准值Mok：

Mok=0.5H2qwk+HFwk=0.5×62×0.361+6×0.839=11.534kN.m

B2l'a(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj ≥3γ0Mok

gk1——均匀分布的架体面荷载自重标准值kN/m2

gk2——均匀分布的架体上部的模板等物料面荷载自重标准值kN/m2

Gjk——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料自重标准值kN

bj ——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料至倾覆原点的水平距离m

B2l'a(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj =B2l'a[qH/(l'a×l'b)+G1k]+2×Gjk×B/2=472×1.2×[0.15×6/(1.2×1.2)+0.5]+2×1×47/2=3029.15kN.m≥3γ0Mok =3×1.1×11.534=38.064kN.M

（十三）、立杆支承面承载力验算

F1=N=22.804kN

1、受冲切承载力计算

um =2[(a+h0)+(b+h0)]=760mm

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.858+0.25×0)×1×760×90/1000=41.081kN≥F1=22.804kN

2、局部受压承载力计算

可得：fc=7.488N/mm2，βc=1，

βl=(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(300)×(300)/(100×100)]1/2=3，Aln=ab=10000mm2

F=1.35βcβlfcAln=1.35×1×3×7.488×10000/1000=303.264kN≥F1=22.804kN

板模板（地下室顶板200mm厚 扣件式）计算书

（三）、模板体系设计

设计简图如下：

模板设计剖面图(模板支架纵向)

模板设计剖面图(模板支架横向)

楼板面板应搁置在梁侧模板上，本例以简支梁，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＝1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.2)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.2)+1.4×0.7×2.5] ×1=9.644kN/m

正常使用极限状态

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.2))×1＝5.12kN/m

计算简图如下：

Mmax＝q1l2/8＝9.644×0.32/8＝0.108kN·m

σ＝Mmax/W＝0.108×106/37500＝2.893N/mm2≤[f]＝15N/mm2

νmax＝5ql4/(384EI)=5×5.12×3004/(384×10000×281250)=0.192mm

ν＝0.192mm≤[ν]＝L/250＝300/250＝1.2mm

q1＝1×max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.2)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.2)+1.4×0.7×2.5]×0.3=2.965kN/m

因此，q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.2)×0.3=1.915kN/m

q1活＝1×1.4×Q1k×b=1×1.4×2.5×0.3＝1.05kN/m

计算简图如下：

M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×1.915×12+0.125×1.05×12＝0.371kN·m

M2＝q1L12/2=2.965×0.252/2＝0.093kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.371，0.093]＝0.371kN·m

σ=Mmax/W=0.371×106/64000=5.791N/mm2≤[f]=15.44N/mm2

V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×1.915×1+0.625×1.05×1＝1.853kN

V2＝q1L1＝2.965×0.25＝0.741kN

Vmax＝max[V1，V2]＝max[1.853，0.741]＝1.853kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×1.853×1000/(2×60×80)＝0.579N/mm2≤[τ]=1.78N/mm2

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.2))×0.3＝1.596kN/m

挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×1.596×10004/(100×9350×256×104)＝0.347mm≤[ν]＝L/250＝1000/250＝4mm；

悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=1.596×2504/(8×9350×256×104)＝0.033mm≤[ν]＝2×l1/250＝2×250/250＝2mm

1、小梁最大支座反力计算

q1＝1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.2)+1.4×2.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.2)+1.4×0.7×2.5]×0.3＝3.037kN/m

q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.2)×0.3＝1.987kN/m

q1活＝1×1.4×Q1k×b＝1×1.4×2.5×0.3＝1.05kN/m

q2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.2))×0.3＝1.656kN/m

承载能力极限状态

按二等跨连续梁，Rmax＝1.25q1L＝1.25×3.037×1＝3.797kN

按悬臂梁，R1＝q1l1＝3.037×0.25＝0.759kN

主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6

R＝max[Rmax，R1]×0.6＝2.278kN;

正常使用极限状态

按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×1.656×1＝2.07kN

按悬臂梁，R'1＝q2l1=1.656×0.25＝0.414kN

R'＝max[R'max，R'1]×0.6＝1.242kN;

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=0.793×106/4490=176.638N/mm2≤[f]=205N/mm2

主梁剪力图一(kN)

主梁剪力图二(kN)

τmax=2Vmax/A=2×4.59×1000/424＝21.653N/mm2≤[τ]=125N/mm2

主梁变形图一(mm)

主梁变形图二(mm)

跨中νmax=1.081mm≤[ν]=1000/250=4mm

悬挑段νmax＝0.882mm≤[ν]=2×250/250=2mm

5、支座反力计算

承载能力极限状态

支座反力依次为R1=6.8kN，R2=7.477kN，R3=8.386kN，R4=4.674kN

支座反力依次为R1=5.691kN，R2=7.977kN，R3=7.977kN，R4=5.691kN

（七）、可调托座验算

按上节计算可知，可调托座受力N＝8.386/0.6=13.976kN≤[N]＝30kN

l0=h=1500mm

λ=l0/i=1500/15.9=94.34≤[λ]=210

2、立杆稳定性验算

λ=l0/i=1500.000/15.9=94.34

查表得，φ1=0.634

Mwd=γ0×φwγQMwk=γ0×φwγQ(ζ2wklah2/10)=1×0.6×1.4×(1×0.032×1×1.52/10)=0.006kN·m

Nd =Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×γG×q×H=Max[6.8,7.977,8.386,5.691]/0.6+1×1.35×0.15×4.95=14.979kN

fd=Nd/(φ1A)+Mwd/W＝14.979×103/(0.634×424)+0.006×106/4490=57.069N/mm2≤[σ]=205N/mm2

H/B=4.95/50.7=0.098≤3

（十）、架体抗倾覆验算

支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=la×ωfk=1×0.211=0.211kN/m：

风荷载作用在支架外侧竖向封闭栏杆上产生的水平力标准值：

Fwk= la×Hm×ωmk=1×1.5×0.23=0.345kN

支撑脚手架计算单元在风荷载作用下的倾覆力矩标准值Mok：

Mok=0.5H2qwk+HFwk=0.5×4.952×0.211+4.95×0.345=4.293kN.m

B2la(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj ≥3γ0Mok

gk1——均匀分布的架体面荷载自重标准值kN/m2

gk2——均匀分布的架体上部的模板等物料面荷载自重标准值kN/m2

Gjk——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料自重标准值kN

bj ——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料至倾覆原点的水平距离m

B2la(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj =B2la[qH/(la×lb)+G1k]+2×Gjk×B/2=50.72×1×[0.15×4.95/(1×1)+0.5]+2×1×50.7/2=3244.534kN.m≥3γ0Mok =3×1×4.293=12.878kN.M

市政道路主干道金融大道施工组织设计 （十一）、立杆支承面承载力验算

F1=N=14.979kN

1、受冲切承载力计算

um =2[(a+h0)+(b+h0)]=1200mm

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.737+0.25×0)×1×1200×100/1000=61.908kN≥F1=14.979kN

2、局部受压承载力计算

可得：fc=6.902N/mm2YBT 4264-2020 英文版 桥梁缆索钢丝用盘条.pdf，βc=1，

βl=(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(600)×(600)/(200×200)]1/2=3，Aln=ab=40000mm2

F=1.35βcβlfcAln=1.35×1×3×6.902×40000/1000=1118.124kN≥F1=14.979kN