花架悬挑板实用模板支撑架方案设计0225Word下载.docx
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120
楼板边长L(m)
30
楼板边宽B(m)
1.6
模板支架高度H(m)
5.3
主梁布置方向
平行于楼板长边
立柱纵向间距la(m)
0.75
立柱横向间距lb(m)
0.9
水平杆步距h1(m)
1.2
计算依据
《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011
次梁间距a(mm)
300
次梁悬挑长度a1(mm)
200
主梁悬挑长度b1(mm)
可调托座内主梁根数
1
结构表面要求
表面外露
剪刀撑(含水平)布置方式
普通型
模板荷载传递方式
可调托座
立杆自由端高度a(mm)
500
材料参数
主梁类型
矩形木楞
主梁规格
80×
80
次梁类型
次梁规格
50×
100
面板类型
覆面木胶合板
面板规格
12mm(克隆、山樟平行方向)
钢管类型
Ф48×
3
荷载参数
基础类型
混凝土楼板
地基土类型
/
地基承载力特征值fak(kPa)
架体底部垫板面积A(m^2)
0.2
是否考虑风荷载
否
架体搭设省份、城市
广东(省)肇庆(市)
地面粗糙度类型
5.2、面板验算
根据规范规定面板可按简支跨计算,根据施工情况一般楼板面板均搁置在梁侧模板上,无悬挑端,故可按简支跨一种情况进行计算,取b=1m单位面板宽度为计算单元。
W=bh2/6=1000×
122/6=24000mm3,I=bh3/12=1000×
123/12=144000mm4
1、强度验算
A.当可变荷载Q1k为均布荷载时:
由可变荷载控制的组合:
q1=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]b+1.4Q1kb
=1.2×
(0.3+(24+1.1)×
120/1000)×
1+1.4×
2.5×
1=7.474kN/m
由永久荷载控制的组合:
q2=1.35[G1k+(G2k+G3k)h]b+1.4×
0.7Q1kb
=1.35×
0.7×
1=6.921kN/m
取最不利组合得:
q=max[q1,q2]=max(7.474,6.921)=7.474kN/m
(图4)可变荷载控制的受力简图1
B.当可变荷载Q1k为集中荷载时:
q3=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]b=1.2×
1=3.974kN/m
p1=1.4Q1k=1.4×
2.5=3.5kN
(图5)可变荷载控制的受力简图2
q4=1.35[G1k+(G2k+G3k)h]b=1.35×
1=4.471kN/m
p2=1.4×
0.7Q1k=1.4×
2.5=2.45kN
(图6)永久荷载控制的受力简图
(图7)面板弯矩图
Mmax=0.307kN·
m
σ=Mmax/W=0.307×
106/24000=12.801N/mm2≤[f]=31N/mm2
满足要求
2、挠度验算
qk=(G1k+(G3k+G2k)×
h)×
b=(0.3+(24+1.1)×
1=3.312kN/m
(图8)正常使用极限状态下的受力简图
(图9)挠度图
ν=0.211mm≤[ν]=300/400=0.75mm
5.3、次梁验算
当可变荷载Q1k为均布荷载时:
计算简图:
(图10)可变荷载控制的受力简图1
q1=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]a+1.4Q1ka=1.2×
300/1000+1.4×
300/1000=2.242kN/m
q2=1.35[G1k+(G2k+G3k)h]a+1.4×
0.7Q1ka=1.35×
300/1000=2.076kN/m
q=max[q1,q2]=max(2.242,2.076)=2.242kN/m
当可变荷载Q1k为集中荷载时:
q3=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]a=1.2×
300/1000=1.192kN/m
(图11)可变荷载控制的受力简图2
q4=1.35[G1k+(G2k+G3k)h]a=1.352×
300/1000=1.343kN/m
(图12)永久荷载控制的受力简图
(图13)次梁弯矩图(kN·
m)
Mmax=0.724kN·
σ=Mmax/W=0.724×
106/(83.333×
103)=8.686N/mm2≤[f]=15N/mm2
2、抗剪验算
(图14)次梁剪力图(kN)
Vmax=3.738kN
τmax=VmaxS/(Ib0)=3.738×
103×
62.5×
103/(341.333×
104×
5×
10)=1.369N/mm2≤[τ]=2N/mm2
3、挠度验算
挠度验算荷载统计,
a=(0.3+(24+1.1)×
300/1000=0.994kN/m
(图15)正常使用极限状态下的受力简图
(图16)次梁变形图(mm)
νmax=0.101mm≤[ν]=0.9×
1000/400=2.25mm
5.4、主梁验算
在施工过程中使用的木方一般为4m长,型钢的主梁也不超过4m,简化为四跨连续梁计算,即能满足施工安全需要,也符合工程实际的情况。
另外还需考虑主梁的两端悬挑情况。
主梁的方向设定为立杆的横距方向。
根据《建筑施工模板安全技术规范》(JGJ162-2008)第4.1.2条规定:
当计算直接支撑次梁的主梁时,施工人员及设备荷载标准值(Q1k)可取1.5kN/㎡;
故主梁验算时的荷载需重新统计。
将荷载统计后,通过次梁以集中力的方式传递至主梁。
A.由可变荷载控制的组合:
q1=0.9×
{1.2[G1k+(G2k+G3k)h]a+1.4Q1ka}=0.9×
(1.2×
1.5×
300/1000)=1.64kN/m
B.由永久荷载控制的组合:
q2=0.9×
{1.35[G1k+(G2k+G3k)h]a+1.4×
0.7Q1ka}=0.9×
(1.35×
300/1000)=1.604kN/m
q=max[q1,q2]=max(1.64,1.604)=1.64kN
此时次梁的荷载简图如下
(图17)次梁承载能力极限状态受力简图
用于正常使用极限状态的荷载为:
qk=[G1k+(G2k+G3k)h]a=(0.3+(24+1.1)×
300/1000=0.994kN/m
(图18)次梁正常使用极限状态受力简图
根据力学求解计算可得:
Rmax=1.624kN
Rkmax=0.984kN
还需考虑主梁自重,则自重标准值为gk=38.4/1000=0.038kN/m
自重设计值为:
g=0.9×
1.2gk=0.9×
1.2×
38.4/1000=0.041kN/m
则主梁承载能力极限状态的受力简图如下:
(图19)主梁正常使用极限状态受力简图
则主梁正常使用极限状态的受力简图如下:
(图20)主梁正常使用极限状态受力简图
1、抗弯验算
(图21)主梁弯矩图(kN·
Mmax=0.314kN·
σ=Mmax/W=0.314×
106/(85.333×
1000)=3.682N/mm2≤[f]=15N/mm2
(图22)主梁剪力图(kN)
Vmax=2.384kN
τmax=QmaxS/(Ib0)=2.384×
1000×
64×
8×
10)=0.559N/mm2≤[τ]=2N/mm2
(图23)主梁变形图(mm)
νmax=0.219mm≤[ν]=0.75×
103/400=1.875mm
4、支座反力计算
立柱稳定验算要用到承载能力极限状态下的支座反力,故:
Rzmax=4.57kN
5.5、立柱验算
1、长细比验算
验算立杆长细比时取k=1,μ1、μ2按JGJ130-2011附录C取用
l01=kμ1(h+2a)=1×
1.257×
(1.2+2×
500/1000)=2.765m
l02=kμ2h=1×
2.225×
1.2=2.67m
取两值中的大值
l0=max(l01,l02)=max(2.765,2.67)=2.765m
λ=l0/i=2.765×
1000/(1.59×
10)=173.925≤[λ]=210
2、立柱稳定性验算(顶部立杆段)
λ1=l01/i=2.765×
10)=173.925
根据λ1查JGJ130-2011附录A.0.6得到φ=0.235
N1=0.9×
[1.2(G1k+(G2k+G3k)h0)+1.4(Q1k+Q2k)]lalb=0.9×
120/1000)+1.4×
(1+2))×
0.75×
0.9=4.966kN
f=N1/(φA)=4.966×
1000/(0.235×
(4.24×
100))=49.807N/mm2≤[σ]=205N/mm2
3、立柱稳定性验算(非顶部立杆段)
λ2=l02/i=2.67×
10)=167.925
根据λ1查JGJ130-2011附录A.0.6得到φ=0.251
N3=0.9×
[1.2(G1k+(G2k+G3k)h0)+1.4(Q1k+Q2k)]lalb+0.9×
H×
gk=0.9×
0.9+0.9×
5.3×
0.163=5.899kN
f=N3/(φA)=5.899×
1000/(0.251×
100))=55.396N/mm2≤[σ]=205N/mm2
5.6、可调托座验算
按上节计算可知,可调托座受力N=Rzmax=4.57kN
N=4.57kN≤[N]=150kN
六、花架梁模板支架参数
混凝土梁高h(mm)
400
混凝土梁宽b(mm)
混凝土梁计算跨度L(m)
5
新浇筑混凝土结构层高FH(m)
8
扣件传力时扣件的数量
梁两侧楼板情况
梁两侧有板
梁侧楼板厚度
斜撑(含水平)布置方式
梁跨度方向立柱间距la(m)
垂直梁跨度方向的梁两侧立柱间距lb(m)
水平杆步距h(m)
梁侧楼板立杆的纵距la1(m)
梁侧楼板立杆的横距lb1(m)
梁底增加立柱根数n
梁底支撑小梁根数m
4
250
架体底部布置类型
底座
圆钢管
48×
3.0
钢管规格
地基承载力特征值fak(N/mm2)
架体底部垫板面积A(m2)
6.1、面板验算
122/6=24000mm3
I=bh3/12=1000×
q1=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]b+1.4Q1kb=1.2×
(0.5+(24+1.5)×
400/1000)×
1=16.34kN/m
0.7Q1kb=1.35×
1=16.895kN/m
q=max[q1,q2]=max(16.34,16.895)=16.895kN/m
(图3)面板简图
1=12.84kN/m
(图4)面板简图
1=14.445kN/m
(图5)面板简图
(图6)面板弯矩图
Mmax=0.065kN·
σ=Mmax/W=0.065×
106/24000=2.728N/mm2≤[f]=31N/mm2
b=(0.5+(24+1.5)×
1=10.7kN/m
(图7)简图
(图8)挠度图
ν=0.002mm≤[ν]=200/((4-1)×
400)=0.167mm
6.2、次梁验算
A、当可变荷载Q1k为均布荷载时:
q1=1.2[G1k+(G2k+G3k)h]a+1.4Q1ka=1.2×
200/1000/(4-1)+1.4×
200/1000/(4-1)=1.089kN/m
0.7Q1ka=1.35×
200/1000/(4-1)=1.126kN/m
q=max[q1,q2]=max(1.089,1.126)=1.126kN/m
(图9)简图
B、当可变荷载Q1k为集中荷载时:
200/1000/(4-1)=0.856kN/m
(图10)简图
q4=1.35[G1k+(G2k+G3k)h]a=1.35×
200/1000/(4-1)=0.963kN/m
(图11)简图
(图12)次梁弯矩图(kN·
Mmax=0.902kN·
σ=Mmax/W=0.902×
1000)=10.567N/mm2≤[f]=15N/mm2
(图13)次梁剪力图(kN)
Vmax=3.714kN
τmax=VmaxS/(Ib)=3.714×
10)=1.36N/mm2≤[τ]=2N/mm2
a=(0.5+(24+1.5)×
200/1000/(4-1)=0.713kN/m
(图14)变形计算简图
(图15)次梁变形图(mm)
νmax=0.026mm≤[ν]=0.75×
1000/400=1.875mm
6.3、主梁验算
梁两侧楼板的立杆为梁板共用立杆,立杆与水平钢管扣接属于半刚性节点,为了便于计算统一按铰节点考虑,偏于安全。
根据实际工况,梁下增加立杆根数为0,故可将主梁的验算力学模型简化为0+2-1=1跨梁计算。
这样简化符合工况,且能保证计算的安全。
等跨连续梁,跨度为:
跨距为:
(等跨)0.9
200/((4-1)×
1000)+1.4×
1000))=0.896kN/m
1000))=0.955kN/m
q=max[q1,q2]=max(0.896,0.955)=0.955kN
(图16)次梁承载能力极限状态受力简图
qk=[G1k+(G2k+G3k)h]a=(0.5+(24+1.5)×
1000)=0.713kN/m
(图17)次梁正常使用极限状态受力简图
承载能力极限状态下在支座反力:
R=0.75kN
正常使用极限状态下在支座反力:
Rk=0.56kN
还需考虑主梁自重,则自重标准值为gk=65.3/1000=0.065kN/m
65.3/1000=0.071kN/m
(图18)主梁正常使用极限状态受力简图
(图16)主梁弯矩图(kN·
Mmax=0.582kN·
σ=Mmax/W=0.582×
106/(8.986×
1000)=64.807N/mm2≤[f]=205N/mm2
(图17)主梁剪力图(kN)
Vmax=1.532kN
τmax=QmaxS/(Ib)=1.532×
6.084×
103/(21.566×
10)=3.602N/m