海上世界主体结构支架模板方案Word文档格式.docx
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6666667mm4
83333mm3
100mm
8333333mm4
166667mm3
3.218mm厚胶合板
尺寸
抗弯强度值fm
2440×
1220×
18mm
13N/mm2
3.3扣件式钢管支架
外径
壁厚
截面积A
惯性矩I
截面模量W
回转半径i
每米自重
48mm
3.5mm
489mm2
121900mm4
5078mm3
15.78mm
38.4N
钢管、扣件钢材Q235A(3号)强度极限值
215N/mm2
(直角、旋转)扣件抗滑移承载力设计值
8.5kN
水平杆件(小横杆、大横杆)容许挠度值
(l/150)
钢管的弹性模量E
210000N/mm2
主要受压构件(立柱)的容许长细比
150
4、板、梁底模板与支架施工设计、检算
4.1设计参数
本工程结构顶板厚800mm,顶纵梁为1800mm×
1100mm(高×
宽)。
结构中板厚400mm,中纵梁为900mm×
900mm(高×
顶梁取最大梁截面(截面尺寸为1800×
1100)和顶板支模高度(高度为4.65m,板厚800mm)为典型例子进行本工程高支模模板及支撑系统计算;
中板取最大梁截面(截面尺寸为1100×
1000)和中板最大支模高度(高度为7.15m,板厚400mm)为典型例子进行本工程高支模模板及支撑系统计算;
其余部位的计算类同。
模板选用18mm厚胶合板,采用φ48×
3.5扣件式钢管满堂红支架作为承载主体。
满堂红支架由顶托、立杆、大横杆、小横杆、剪刀撑构成空间网格结构,立杆沿竖向、大横杆沿横向,小横杆沿纵向布置。
中、顶板施工时立杆作为主要的受压承载杆件,小横杆和大横杆连接杆件,小横杆的横向间距与立杆横向间距一致,竖向间距与大横杆一致;
另外设置必要的剪刀撑和斜撑,以保证结构的稳定。
中、顶板模板与支架体系图见下图。
4.2荷载计算
注:
荷载及荷载组合查《建筑施工计算手册》8.5.1模板荷载计算及相关规定。
荷载组合
分项系数
设计荷载
(KN/m2)
q挠
q强
梁
模板0.30KN/m2
1.2
0.36
30.60h+0.36
q挠+6.3
砼24.00
25.50
KN/m3
30.60
钢筋1.50
施工人员、施工设备、振捣砼4.5KN/m2
1.4
6.3
板
模板0.3KN/m2
30.12h+0.36
25.10
30.12
钢筋1.10
其中:
1、模板及支架自重见8-25;
2、荷载分项系数见表8-27;
3、荷载组合见表8-28。
1、板的计算荷载包括钢筋砼自重、模板自重、施工人员及设备荷载、振捣砼产生的荷载。
计算时施工荷载按均布荷载考虑。
1)钢筋砼自重:
q1=k1γh,k1取1.2,q1=1.2γh
板厚400mm时,q1=1.2×
25.1×
0.4=12.048kN/m2
板厚800mm时,q1=1.2×
0.8=24.096kN/m2
2)模板自重:
q2=k2×
0.3,k2取1.2,q2=1.2×
0.3=0.36kN/m2
3)施工人员及设备荷载:
q3=k3×
2.5,k3取1.4,q3=1.4×
2.5=3.5kN/m2
4)振捣砼产生的荷载:
q4=k4×
2,k4取1.4,q4=1.4×
2=2.8kN/m2
模板及支架受力计算时荷载为:
q=q1+q2+q3+q4
板厚400mm时,q=12.05+0.36+3.5+2.8=18.71kN/m2
板厚800mm时,q=24.096+0.36+3.5+2.8=30.76kN/m2
2、梁的计算荷载包括钢筋砼自重、模板自重、施工人员及设备荷载、振捣砼产生的荷载。
梁高900mm时,q1=1.2×
25.5×
0.9=27.54kN/m2
梁高1800mm时,q1=1.2×
1.8=55.08kN/m2
梁高900mm时,q=27.54+0.36+3.5+2.8=34.20kN/m2
梁高1800mm时,q=55.08+0.36+3.5+2.8=61.74kN/m2
4.3板模板及支架受力检算
4.3.1板模板检算
计算模型与计算荷载
模板按三跨等跨连续梁板计算。
计算跨度按第一层木枋作为支座,跨度为第一层两木枋之间的间距,l1取0.3m。
模板计算模型见下图。
模板计算模型图
模板按1m宽计算,计算荷载q取:
板厚400mm时,q=18.71kN/m
板厚800mm时,q=30.76kN/m
模板最大弯矩计算
模板的计算最大弯矩:
M=Kmql2,式中弯矩系数Km取0.1
板厚为400mm时,M=0.1×
18.71×
0.32=0.16839kN.m=168390N.mm
板厚为800mm时,M=0.1×
30.76×
0.32=0.27684kN.m=276840N.mm
强度验算
抗弯拉应力:
σ=M/W
板的截面面积矩:
W=bh2/6=1000×
182/6=54000mm3
板厚为400mm时,σ1=168390/54000=3.12N/mm2
板厚为800mm时,σ2=276840/54000=5.13N/mm2
故:
σ1=3.12N/mm2<
f=13N/mm2,满足强度要求。
σ2=5.13N/mm2<
刚度验算
板模板的挠度:
ωA=Kωql4/(100EI)
式中Kω取0.99,E取10000N/mm2,I=bh3/12=1000×
183/12=486000mm4
板厚400mm时,ωA1=0.99×
3004/(100×
10000×
486000)=0.309mm
板厚800mm时,ωA2=0.99×
33.77×
486000)=0.557mm
ωA1=0.309mm<
[ω]=300/250=1.2mm,满足刚度要求。
ωA2=0.557mm<
4.3.2板底木枋检算
板底木枋有一层:
板底纵方木。
板底纵方木计算模型与计算荷载
第一层木枋按三跨等跨连续梁计算,第二层钢管间距取0.8m(顶板)/0.9m(中板)。
第一层木枋计算模型见下图。
第一层木枋计算模型图
计算荷载q为:
板厚400mm时,q=18.71kN/m2×
0.3m=5.61N/mm
板厚800mm时,q=30.76N/m2×
0.3m=9.23N/mm
第一层木枋最大弯矩计算
第一层木枋的计算最大弯矩:
板厚400mm时,M=0.1×
5.61×
0.92=454410N.mm
板厚800mm时,M=0.1×
9.23×
0.82=590720N.mm
第一层木枋截面面积矩:
W=bh2/6=100×
1002/6=166667mm3
板厚400mm时,σ1=454410/166667=2.73N/mm2
板厚800mm时,σ2=590720/166667=3.54N/mm2
σ1=2.73N/mm2<
f=10N/mm2,满足强度要求;
σ2=3.54N/mm2<
f=10N/mm2,满足强度要求。
第一层木枋的挠度:
ωA=Kωql14/(100EI)
式中Kω取0.99,E取9000N/mm2,I=bh3/12=100×
1003/12=8333333.3mm4
9004/(100×
9000×
8333333.3)=0.486mm
8004/(100×
8333333.3)=0.499mm
ωA1=0.486mm<
[ω]=900/250=3.6mm,满足刚度要求。
ωA2=0.499mm<
[ω]=800/250=3.2mm,满足刚度要求。
4.3.3第二层钢管检算
第二层钢管按三跨等跨连续梁计算。
计算跨度按脚手架作为支座,跨度为脚手架之间的间距(当板厚为800时,间距取700mm;
当板厚为400时,间距取800mm;
)。
第二层钢管计算模型见下图。
第二层钢管计算模型图
计算荷载P为:
板厚400mm时,P=5.61kN/m×
0.8m=4.5kN
板厚800mm时,P=9.23kN/m×
0.7m=6.461kN
第二层钢管最大弯矩计算
第二层钢管计算最大弯矩:
M=KmPl2,式中Km为弯矩系数,l2取0.7m(板厚800时)或0.8m(板厚400时),Km=0.213
板厚400mm时,M=0.213×
4.5×
0.8=766800N.mm
板厚800mm时,M=0.213×
6.461×
0.7=963335N.mm
板厚400或800时都取钢管(采用双钢管),则W=5078×
2=10156mm3
板厚400mm时,σ1=766800/10156=75.5N/mm2
板厚800mm时,σ2=963335/10156=94.85N/mm2
σ1=75.5N/mm2<
f=215N/mm2,满足强度要求。
σ2=94.85N/mm2<
第二层钢管的挠度:
ωA=KωPl23/(100EI)
式中挠度系数Kω取1.615,E取210000N/mm2,l2=0.7m(板厚800mm)或0.8m(板厚400mm)
板厚400mm或800mm时都取钢管:
I=121900mm4
板厚400mm时,ωA1=1.146×
4500×
8003/(100×
210000×
121900)=1.032mm
板厚800mm时,ωA2=1.146×
6461×
7003/(100×
121900)=0.992mm
ωA1=1.032mm<
[ω]=3.2mm,满足刚度要求。
ωA2=0.992mm<
[ω]=2.8mm,满足刚度要求。
4.3.4板支架检算
支架的设计参数
第二层钢管下采用满堂红支架作为承载主体。
支架采用φ48mm扣件式钢管支架,间距为:
当板厚为400mm时,纵向间距0.8m,横向间距0.9m,横杆每1.4m设置一层;
当板厚为800mm时,纵向间距0.7m,横向间距0.8m,横杆每1.35m设置一层。
立杆底座支撑在结构板上。
立杆采用单根钢管,上端设置立杆可调顶托,第二道双钢管并排安放于顶托上。
可调顶托除起到调节梁板预拱度和调整荷载分布的作用外,施工完成后还可便于模板和支架的拆卸。
计算荷载
中板(板厚为400mm)底一纵、横距内(计算单元内)模板支架自重见下表:
板底一纵、横距内(计算单元内)模板支架自重
(KN)
立杆(6.6-0.05)×
0.0384=6.6×
0.0384
=0.2515
横杆0.9×
5×
=0.173
纵杆0.8×
=0.1536
直角扣件(支架顶主节点处按增加一扣件考虑)21×
13.2×
10-3
=0.2772
对接扣件18.4×
10-3/6.5×
0.8
=0.0023
剪刀撑(每隔四排垂直两个方向设置剪刀撑,计算支架自重时,考虑含剪刀计算单元,剪刀撑斜杆与地面的倾角近似取为a=60°
)
2×
6.55×
0.8×
0.0384/(sin60°
×
6.5ctg60°
)×
2
=0.2458
旋转扣件(剪刀撑每步与立杆相交处或与水平杆相交处均有旋转扣件扣接)
20×
14.6×
10-3×
0.8/(6.55ctg60°
=0.0412
合计
1.145KN
顶板(板厚为800mm)底一纵、横距内(计算单元内)模板支架自重见下表:
立杆(4.95-0.05)×
0.0384=4.9×
=0.1882
纵杆0.7×
4×
=0.1228
横杆0.8×
=0.1075
直角扣件(支架顶主节点处按增加一扣件考虑)9×
=0.1188
0.7
=0.0020
4.9×
0.7×
4.9ctg60°
=0.2152
8×
1.5/(4.9ctg60°
=0.0620
0.817KN
1、永久荷载标准值:
中板底模板支架自重标准值1.145KN
顶板底模板支架自重标准值0.817KN
板木模板自重标准值0.3KN/m2
板钢筋自重标准值每平方钢筋1.1KN
新浇筑混凝土自重标准值24KN/m2
2、可变荷载标准值:
施工人员及设备荷载标准值2.5KN/m2
振捣混凝土时产生的荷载标准值2.0KN/m2
验算混凝土板模板支架
1、混凝土板模板支架立杆计算:
(1)板厚400mm时:
支架立杆的轴向力设计值为顶托传给立杆最大竖向力与支架自重产生的轴向力设计值之和。
将用于木坊上的线性均布荷载,最后简化为每一根立柱上的集中荷载。
板厚400mm时,R=18.71×
0.9=13.471kN。
即:
N=R+1.145×
1.2=13.471+1.145×
1.2=14.845KN
模板支架立杆的计算长度:
l0=h+2a=0.5+2×
0.21=0.92m
λ=920/15.9=57.86
查规范附录表得φ=0.826
由规范公式验算支架立杆稳定性即:
N/(φA)=14.845×
103/(0.826×
489)=36.75N/mm2<
f=215N/mm2
满足要求。
(2)板厚800mm时:
板厚800mm时,R=30.76×
0.8=17.226kN。
N=R+0.817×
1.2=17.226+0.874×
1.2=18.274KN
l0=h+2a=0.5+2×
0.35=1.2m
λ=1200/15.9=75.47
查规范附录表得φ=0.747
N/(φA)=18.274×
103/(0.747×
489)=50.03N/mm2<
4.3.5结论
经以上验算可知,结构顶板、中板板模板与支架设计满足要求。
4.4梁模板及支架受力检算
4.4.1梁底模板检算
梁高为900mm时,M=0.1×
34.20×
0.32=307800N.mm
梁高为1800mm时,M=0.1×
61.74×
0.32=555660N.mm
梁高为1100mm时,σ1=307800/54000=5.70N/mm2
梁高为1800mm时,σ2=555660/54000=10.29N/mm2
σ1=5.70N/mm2<
σ2=10.29N/mm2<
梁高1100mm时,ωA1=0.99×
486000)=0.564mm
梁高1800mm时,ωA2=0.99×
486000)=1.019mm
ωA1=0.564mm<
ωA2=1.019mm<
4.4.2梁底木枋检算
梁底木枋有一层:
梁底纵方木计算模型与计算荷载
第一层木枋按两跨等跨连续梁计算,第二层钢管横向间距L1=0.55m。
梁高900mm时,q=34.20×
0.3=10.26kN/m
梁高1800mm时,q=61.74×
0.3=18.522kN/m
M=Kmql2,式中弯矩系数Km取0.07
梁高1100mm时,M=0.07×
10.26×
0.552=217256N.mm
梁高1800mm时,M=0.07×
18.522×
0.552=392161N.mm
梁高900mm时,σ1=217256/166667=1.304N/mm2
梁高1800mm时,σ2=392161/166667=2.353N/mm2
σ1=1.304N/mm2<
σ2=2.353N/mm2<
式中Kω取0.521,E取9000N/mm2,I=bh3/12=100×
梁高1100mm时,ωA1=0.521×
5504/(100×
8333333.3)=0.065mm
梁高1800mm时,ωA2=0.521×
18.52×
8333333.3)=0.117mm
ωA1=0.065mm<
[ω]=550/250=2.2mm,满足刚度要求。
ωA2=0.117mm<
4.4.3第二层钢管检算
计算跨度按脚手架作为支座,跨度为脚手架之间的间距(顶梁时间距取700mm;
中梁时间距取800mm;
计算顶梁时,P=10.26kN/m×
0.55m×
1.25=7.05kN
计算底梁时,P=18.522kN/m×
1.25=12.733kN
M=KmPl2,式中Km为弯矩系数,l2取0.7m(顶梁)或0.8m(中梁),Km=0.213
中梁,M=0.213×
7.05×
0.8=1201320N.mm
顶梁,M=0.213×
12.733×
0.7=1898490N.mm
第二道钢管均采用双钢管,则W=5078×
中梁时,σ1=1201320/10156=118.287N/mm2
顶梁时,σ2=1898490/10156=186.933N/mm
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