施工组织设计下载简介

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岑巩县黔东南惊险大峡谷项目模板工程专项施工方案

取单位宽度b=1000mm，按简支梁计算：

W＝bh2/6=1000×18×18/6＝54000mm3，I＝bh3/12=1000×18×18×18/12＝486000mm4

q1＝γ0×max[1.2(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4ψcQ1k]×b=1×max[1.2×(0.1+(24+1.5)×0.8)+1.4×3，1.35×(0.1+(24+1.5)×0.8)+1.4×0.7×3]×1＝30.615kN/m

q2＝[1×(G1k+(G2k+G3k)×h)]×b＝[1×(0.1+(24+1.5)×0.8)]×1＝20.5kN/m

CJJ 218-2014 城市道路彩色沥青混凝土路面技术规程(完整正版、清晰无水印).pdf 计算简图如下：

Mmax＝0.125q1L2＝0.125×30.615×0.32＝0.344kN·m

σ＝Mmax/W＝0.344×106/54000＝6.378N/mm2≤[f]＝15N/mm2

νmax＝5q2L4/(384EI)=5×20.5×3004/(384×5400×486000)＝0.824mm≤[ν]＝L/250＝300/250＝1.2mm

3、支座反力计算

设计值(承载能力极限状态)

R1=R2=0.5q1L=0.5×30.615×0.3＝4.592kN

标准值(正常使用极限状态)

R1'=R2'=0.5q2L=0.5×20.5×0.3＝3.075kN

承载能力极限状态：

梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左＝R1/b=4.592/1＝4.592kN/m

梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右＝R2/b=4.592/1＝4.592kN/m

左侧小梁荷载q左＝q1左+q2+q3左+q4左 =4.592+0.041+0.459+1.262=6.354kN/m

右侧小梁荷载q右＝q1右+q2+q3右+q4右 =4.592+0.041+0.459+1.262=6.354kN/m

小梁最大荷载q=Max[q左,q右]=Max[6.354,6.354]=6.354kN/m

正常使用极限状态：

梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左'＝R1'/b=3.075/1＝3.075kN/m

梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右'＝R2'/b=3.075/1＝3.075kN/m

左侧小梁荷载q左'＝q1左'+q2'+q3左'+q4左'=3.075+0.03+0.34+0.527=3.972kN/m

右侧小梁荷载q右'＝q1右'+q2'+q3右'+q4右' =3.075+0.03+0.34+0.527=3.972kN/m

小梁最大荷载q'=Max[q左',q右']=Max[3.972,3.972]=3.972kN/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[0.125×6.354×0.92，0.5×6.354×0.32]＝0.643kN·m

σ=Mmax/W=0.643×106/64000=10.052N/mm2≤[f]=11.44N/mm2

Vmax＝max[0.5ql1，ql2]＝max[0.5×6.354×0.9，6.354×0.3]＝2.859kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×2.859×1000/(2×60×80)＝0.894N/mm2≤[τ]=1.232N/mm2

ν1＝5q'l14/(384EI)＝5×3.972×9004/(384×7040×256×104)＝1.883mm≤[ν]＝l1/250＝900/250＝3.6mm

ν2＝q'l24/(8EI)＝3.972×3004/(8×7040×256×104)＝0.223mm≤[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[6.354×0.9,0.5×6.354×0.9+6.354×0.3]=5.719kN

梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1=5.719kN,R2=5.719kN

正常使用极限状态

Rmax'=max[q'L1,0.5q'L1+q'L2]=max[3.972×0.9,0.5×3.972×0.9+3.972×0.3]=3.575kN

梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1'=3.575kN,R2'=3.575kN

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,则单根主梁所受集中力为Ks×Rn，Rn为各小梁所受最大支座反力

主梁弯矩图(kN·m)

σ=Mmax/W=0.286×106/64000=4.466N/mm2≤[f]=15.444N/mm2

主梁剪力图(kN)

Vmax＝2.924kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×2.924×1000/(2×60×80)＝0.914N/mm2≤[τ]=1.663N/mm2

主梁变形图(mm)

νmax＝0.056mm≤[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=0.507kN，R2=5.847kN，R3=0.507kN

立杆所受主梁支座反力依次为P1=0.507/0.6=0.846kN，P2=5.847/0.6=9.746kN，P3=0.507/0.6=0.846kN

1、扣件抗滑移验算

两侧立杆最大受力N＝max[R1,R3]＝max[0.507,0.507]＝0.507kN≤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[P2]＝9.746kN≤[N]=30kN

l0=h=1800mm

λ=l0/i=1800/15.9=113.208≤[λ]=210

长细比满足要求！

查表得：φ＝0.496

Mwd＝γ0×φc×γQ×Mωk=γ0×φc×γQ×(ζ2×ωk×la×h2/10)＝1×0.6 ×1.4×(1×0.038×0.9×1.82/10)＝0.009kN·m

P1＝0.846kN，P2＝9.746kN，P3＝0.846kN

梁两侧立杆承受楼板荷载：

fd＝Nd/(φA)+Mwd/W＝10494.771/(0.496×424)+0.009×106/4490＝51.907N/mm2≤[f]＝205N/mm2

H/B=4.5/32=0.141≤3

十、架体抗倾覆验算

支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=l'a×ωfk=0.9×1.076=0.968kN/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=0.9×1.5×0.362=0.489kN

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=0.5×4.52×0.968+4.5×0.489=12.004kN.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=322×0.9×[0.15×4.5/(0.9×0.9)+0.5]+2×1×32/2=1260.8kN.m≥3γ0Mok =3×1×12.004=36.013kN.M

十一、立杆支承面承载力验算

F1=N=10.495kN

1、受冲切承载力计算

um =2[(a+h0)+(b+h0)]=800mm

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×1.115+0.25×0)×1×800×100/1000=62.44kN≥F1=10.495kN

2、局部受压承载力计算

可得：fc=11.154N/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=1.35×1×3×11.154×10000/1000=451.737kN≥F1=10.495kN

板模板（扣件式）计算书

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)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2.5] ×1=7.234kN/m

正常使用极限状态

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

计算简图如下：

Mmax＝q1l2/8＝7.234×0.32/8＝0.081kN·m

σ＝Mmax/W＝0.081×106/37500＝2.17N/mm2≤[f]＝15N/mm2

νmax＝5ql4/(384EI)=5×3.112×3004/(384×10000×281250)=0.117mm

ν＝0.117mm≤[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)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2.5]×0.3=2.242kN/m

因此，q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.12)×0.3=1.192kN/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＝0.125×1.192×0.92+0.125×1.05×0.92＝0.227kN·m

M2＝q1L12/2=2.242×0.152/2＝0.025kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.227，0.025]＝0.227kN·m

σ=Mmax/W=0.227×106/64000=3.547N/mm2≤[f]=15.44N/mm2

V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×1.192×0.9+0.625×1.05×0.9＝1.261kN

V2＝q1L1＝2.242×0.15＝0.336kN

Vmax＝max[V1，V2]＝max[1.261，0.336]＝1.261kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×1.261×1000/(2×60×80)＝0.394N/mm2≤[τ]=1.78N/mm2

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.12))×0.3＝0.994kN/m

挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×0.994×9004/(100×9350×256×104)＝0.142mm≤[ν]＝L/250＝900/250＝3.6mm；

悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=0.994×1504/(8×9350×256×104)＝0.003mm≤[ν]＝2×l1/250＝2×150/250＝1.2mm

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)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2.5]×0.3＝2.314kN/m

q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)×0.3＝1.264kN/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)×0.12))×0.3＝1.054kN/m

承载能力极限状态

按二等跨连续梁，Rmax＝1.25q1L＝1.25×2.314×0.9＝2.604kN

按二等跨连续梁按悬臂梁，R1＝(0.375q1静+0.437q1活)L +q1l1＝(0.375×1.264+0.437×1.05)×0.9+2.314×0.15＝1.187kN

R＝max[Rmax，R1]＝2.604kN;

正常使用极限状态

按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×1.054×0.9＝1.185kN

按二等跨连续梁悬臂梁，R'1＝0.375q2L +q2l1＝0.375×1.054×0.9+1.054×0.15＝0.514kN

R'＝max[R'max，R'1]＝1.185kN;

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=0.746×106/64000=11.658N/mm2≤[f]=15.444N/mm2

主梁剪力图一(kN)

主梁剪力图二(kN)

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×4.784×1000/(2×60×80)＝1.495N/mm2≤[τ]=1.663N/mm2

主梁变形图一(mm)

主梁变形图二(mm)

跨中νmax=0.832mm≤[ν]=900/250=3.6mm

悬挑段νmax＝0.344mm≤[ν]=2×100/250=0.8mm

5、支座反力计算

承载能力极限状态

支座反力依次为R1=5.632kN，R2=8.159kN，R3=8.737kN，R4=3.512kN

支座反力依次为R1=4.514kN，R2=8.506kN，R3=8.506kN，R4=4.514kN

按上节计算可知，可调托座受力N＝8.737kN≤[N]＝30kN

l0=h=1800mm

λ=l0/i=1800/15.9=113.208≤[λ]=210

2、立杆稳定性验算

λ=l0/i=1800.000/15.9=113.208

查表得，φ1=0.496

Mwd=γ0×φwγQMwk=γ0×φwγQ(ζ2wklah2/10)=1×0.6×1.4×(1×0.014×0.9×1.82/10)=0.003kN·m

Nd =Max[R1,R2,R3,R4]+1×γG×q×H=Max[5.632,8.506,8.737,4.514]+1×1.35×0.15×4.5=9.649kN

fd=Nd/(φ1A)+Mwd/W＝9.649×103/(0.496×424)+0.003×106/4490=46.645N/mm2≤[σ]=205N/mm2

H/B=4.5/32=0.141≤3

支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=la×ωfk=0.9×0.394=0.355kN/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=0.9×1.5×0.102=0.138kN

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=0.5×4.52×0.355+4.5×0.138=4.21kN.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=322×0.9×[0.15×4.5/(0.9×0.9)+0.5]+2×1×32/2=1260.8kN.m≥3γ0Mok =3×1×4.21=12.63kN.M

十一、立杆支承面承载力验算

T／CADBM37-2021标准下载 F1=N=9.649kN

1、受冲切承载力计算

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

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×1200×100/1000=69.636kN≥F1=9.649kN

2、局部受压承载力计算

可得：fc=8.294N/mm2，βc=1，

βl=(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(600)×(600)/(200×200)]1/2=3西安某中学新校区精装修工程施工组织设计（创鲁班奖），Aln=ab=40000mm2

F=1.35βcβlfcAln=1.35×1×3×8.294×40000/1000=1343.628kN≥F1=9.649kN