花架懸挑板模板支撐架方案

1、、工程概況 3二、編制依據(jù) 3三、飄板模板支撐方案 3四、飄板模板支撐架構(gòu)造及施工要求 4五、花架飄板模板支撐架計算書 65.1、花架板模板支架參數(shù) 65.2、面板驗算 81、強度驗算 82、撓度驗算 105.3、次梁驗算 101、強度驗算 122、抗剪驗算 123、撓度驗算 135.4、主梁驗算 131、抗彎驗算 152、抗剪驗算 163、撓度驗算 164、支座反力計算 165.5、立柱驗算 171、長細比驗算 172、立柱穩(wěn)定性驗算（頂部立桿段） 173、立柱穩(wěn)定性驗算（非頂部立桿段） 175.6、可調(diào)托座驗算 17六、花架梁模板支架參數(shù) 186.1、面板驗算 191、強度驗算 192、撓

2、度驗算 216.2、次梁驗算 211、強度驗算 232、抗剪驗算 233、撓度驗算 246.3、主梁驗算 241、抗彎驗算 272、抗剪驗算 273、撓度驗算 274、支座反力計算 286.4、端支座扣件抗滑移驗算 286.5、可調(diào)托座驗算 286.6、立柱驗算 281長細比驗算 282、立柱穩(wěn)定性驗算（頂部立桿段） 293、立柱穩(wěn)定性驗算（非頂部立桿段） 29七、工字鋼荷載計算書 297.1、計算荷載參數(shù) 297.2、腳手架參數(shù) 307.3、橫向水平桿驗算 321、抗彎驗算 332、撓度驗算 333、支座反力計算 347.4、縱向水平桿驗算 341、抗彎驗算 342、撓度驗算 353、支座反

3、力計算 367.5、扣件抗滑承載力驗算 367.6、立桿穩(wěn)定驗算 361、 立桿承受的結(jié)構(gòu)自重標準值Mik 362、構(gòu)配件自重標準值NG2ki 363、施工活荷載標準值 364、風荷載統(tǒng)計 365、荷載組合立桿荷載組合 376、穩(wěn)定系數(shù)j的計算 377、立桿穩(wěn)定的驗算 377.7、連墻件承載力驗算 387.8、懸挑鋼梁驗算 381、計算簡圖 382、荷載統(tǒng)計 393、抗彎強度、整體穩(wěn)定驗算 404、抗剪強度驗算 405、懸挑鋼梁的撓度驗算 406、固定鋼梁的 U形拉環(huán)（或螺栓）強度驗算 417、 鋼梁固定點下樓板的負彎矩鋼筋計算 418、 懸挑鋼梁前擱置點下混凝土強度的驗算 42一、工程概況保

4、利花園6-9座屋面花架梁設(shè)計了懸挑飄板，懸挑飄板鋼筋砼結(jié) 構(gòu)，砼強度等級為C25,其中懸挑板梁的截面尺寸大為 200mM400mm 懸挑板厚120mm飄板寬1400mm及 1600mm(連梁外側(cè)距離)。二、編制依據(jù)1、根據(jù)本工程施工圖紙及有關(guān)標準圖；2、根據(jù)國家有關(guān)規(guī)范、標準和地區(qū)的有關(guān)規(guī)程；3、建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范(JGJ130-2011)4、混凝土結(jié)構(gòu)工程施工質(zhì)量驗收規(guī)范(GB50204-2015；5、建筑工程質(zhì)量驗收統(tǒng)一標準(GB50300-2013；6、建筑施工高處作業(yè)安全技術(shù)規(guī)范(JGJ80-2011);7、建筑施工安全檢查標準(JGJ59-2011);&建筑施工扣件

5、式鋼管模板支架技術(shù)規(guī)程(DB33/1035-2006)三、飄板模板支撐方案1、由于本工程飄板設(shè)計為懸挑鋼筋砼結(jié)構(gòu)，飄板模板排架底部 無支撐點，因此該飄板采用外架作支撐體系，然后利用鋼管采用三角 形方式懸挑搭設(shè)外架，具體布置見支撐架計算書及附圖。飄板支模剖面圖四、飄板模板支撐架構(gòu)造及施工要求支撐架除了要遵守建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范的相關(guān)要求外，還要考慮以下內(nèi)容：1、模板支架的構(gòu)造要求：2、原外架立桿搭設(shè)至花架飄板底下 30CM利用外架立桿作為花架飄板的支撐3、在原外架之間預埋鋼管懸挑一根鋼管作為大橫桿，懸挑兩條 立桿到花架飄板底下30CM并與原外架的橫桿連成整體，作為花架 飄板的支撐

6、立桿。a、立桿之間必須按步距750mm滿設(shè)雙向水平桿，確保兩個方向 均有足夠的剛度。b 、因為梁和樓板荷載相差較大，所以采用不同的立桿間距，只 在垂直梁的跨度方向不同，平行方向保持相同。4 、在天面層結(jié)構(gòu)板的女兒墻預埋 20直徑的圓鋼，并用15.5鋼 絲繩卸荷。5、整體性構(gòu)造要求：a、支撐架沿水平懸挑層設(shè)置剪刀撐，且需與立桿連接，設(shè)置斜 桿層數(shù)要大于水平框格總數(shù)的1/3 ；b、在斜撐桿的方向設(shè)置豎向剪刀撐，使其具有較大的剛度和變 形約束的空間結(jié)構(gòu)層6、支撐架搭設(shè)要求：a、嚴格按照設(shè)計尺寸搭設(shè)，立桿和水平桿的接頭均應錯開在不 同的框格層中設(shè)置；所有立桿不允許采用搭接方法接長， 必須按照搭 設(shè)高度

7、采用截斷的整根鋼管；b、確保立桿的垂直度偏差和橫桿的水平偏差小于建筑施工扣 件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范的要求；c、確保每個扣件和鋼管的質(zhì)量是滿足要求的，每個扣件的擰緊力矩都要控制在45-60N.m，不能選用長期使用發(fā)生變形的鋼管。7、施工使用要求：a、嚴格按砼澆筑方案組織施工，確保模板支架施工過程中均衡 受載；b、嚴格控制實際施工荷載不超過設(shè)計荷載，對出現(xiàn)的超過最大 荷載要有相應的控制措施，鋼筋等材料不能在支架上堆放。c、澆筑過程中，派人觀察支架和支撐情況，發(fā)現(xiàn)下沉、松動和 變形情況應及時解決。d、因為支撐體系的橫向水平桿是與內(nèi)架連接的，所以在支模架 搭設(shè)及花架層結(jié)構(gòu)頂面砼澆筑時間內(nèi)，天面層內(nèi)

8、架保留不能拆除。e、澆筑過程中，懸挑飄板的澆筑不能直接沖在飄板面上，需把 砼放在飄板的邊上，利用砂漿把砼鏟到飄板模板上面，防止飄板的支 撐因為沖擊力過太，發(fā)生變形。五、花架飄板模板支撐架計算書5.1、花架板模板支架參數(shù)基本參數(shù)樓板厚度h(mm)120樓板邊長L(m)30樓板邊寬B(m)1.6模板支架高度H(n)5.3主梁布置方向平行于樓板長 邊立柱縱向間距l(xiāng) a(m)0.75立柱橫向間距l(xiāng)b(m)0.9水平桿步距m(m)1.2計算依據(jù)建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范JGJ130-2011次梁間距a(mm)300次梁懸挑長度amm)200主梁懸挑長度bi(mm)200可調(diào)托座內(nèi)主梁根數(shù)1結(jié)構(gòu)

9、表面要求表面外露剪刀撐(含水平)布置方式普通型模板何載傳遞方式可調(diào)托座立桿自由端高度a(mm)500材料參數(shù)主梁類型矩形木楞主梁規(guī)格80X80次梁類型矩形木楞次梁規(guī)格50X100面板類型覆面木膠合板面板規(guī)格12mm克隆、山樟平行方向）鋼管類型?48X3-4- +、亠.何載參數(shù)基礎(chǔ)類型混凝土樓板地基土類型/地基承載力特征值fak（kPa）/架體底部墊板面積A（mA2）0.2是否考慮風何載否架體搭設(shè)省份、城市廣東（?。┱貞c （市）地面粗糙度類型/5.2、面板驗算根據(jù)規(guī)范規(guī)定面板可按簡支跨計算，根據(jù)施工情況一般樓板面板均擱置在梁側(cè)模板上，無懸挑端，故可按簡支跨一種情況進行計算，取b=1m單位面板寬度

10、為計算單元。W=bh/6=1000 xl22/6=24000mm I=bh 3/12=1000 Xl23/12=144000mrm1、強度驗算A.當可變荷載Qk為均布荷載時：由可變荷載控制的組合：qi=1.2G ik+(G2k+Gk)hb+1.4Q ikb=1.2 X0.3+(24+1.1) X120/1000) X+1.4 X2.5 X=7.474kN/m由永久荷載控制的組合：q2=1.35G 1k+(G2k+G3k)hb+1.4 X 0.7Q1kb=1.35 X.3+(24+1.1) X120/1000) X+1.4 X0.7 X2.5 X=6.921kN/m取最不利組合得：q=maxqi

11、,q 2= max(7.474,6.921)=7.474kN/mnuir匸iwiTiTLiwi山Mi彷山川川1山ii山iLjnMl（圖4）可變荷載控制的受力簡圖 1 B.當可變荷載Qk為集中荷載時：由可變荷載控制的組合：q3=1.2G1k+(G2k+Gk)hb=1.2 X；0.3+(24+1.1) X120/1000) X1=3.974kN/mp1=1.4Q1k=1.4 X2.5=3.5kN(圖5)可變荷載控制的受力簡圖 2 由永久荷載控制的組合：q4=1.35Gik+(G2k+Gk)hb=1.35 X0.3+(24+1.1) X120/1000) xl=4.471kN/mp2=1.4 X 0

12、.7Qik=1.4 0.7 2.5=2.45kN取最不利組合得：山山山山山山山山山山山山i山山山ii（圖6）永久荷載控制的受力簡圖（圖7）面板彎矩圖Mnax= 0.307kN md=Mna/W=0.307X106/24000=12.801N/mmih) t=(0.3+(24+1.1) X120/1000) xl=3.312kN/m（圖8）正常使用極限狀態(tài)下的受力簡圖（圖9）撓度圖=0.211mmC =300/400=0.75mm滿足要求5.3、次梁驗算當可變荷載Qk為均布荷載時：計算簡圖：1111111 1111 1LLL丄111 luTirnnmiunj弟ano 419fLJ-/9卩口匸加1

13、(圖 10)可變荷載控制的受力簡圖1由可變荷載控制的組合：qi=1.2G ik+(G2k+Gk)ha+1.4Q ika=1.2 x(0.3+(24+1.1) X120/1000) X300/1000+1.4 2.5 X300/1000=2.242kN/m由永久荷載控制的組合：q2=1.35G ik+(Gk+Gk)ha+1.40.7Qika=1.35 0.3+(24+1.1) X120/1000) X300/1000+1.4 X).7 2.5 X300/1000=2.076kN/ m取最不利組合得：q=maxqi,q 2= max(2.242,2.076)=2.242kN/m當可變荷載Qk為集中

14、荷載時：由可變荷載控制的組合：q3=1.2G1k+(G2k+Gk)ha=1.2 0.3+(24+1.1) X20/1000) X300/1000=1.192kN/mP1=1.4Q1k=1.4 X2.5=3.5kN3. 5003. 500如11山hi叫山山1山山屮川di山辱;10JL J11 i廠hI(圖11)可變荷載控制的受力簡圖2由永久荷載控制的組合：q4=1.35G1k+(G2k+Gk)ha=1.352 X：0.3+(24+1.1) X20/1000) X300/1000=1.343kN/mp2=1.4 X 0.7Q1k=1.4 X).7 X2.5=2.45kN2.1502.450（圖12

15、）永久荷載控制的受力簡圖1、強度驗算0. 345JUUL-D. 452ML)D. 452HIM* 34590(1(圖13)次梁彎矩圖(kN m)Mnax= 0.724kN md=MaxW=0.724x106/(83.333 X103)=8.686N/mm262.5 X10/(341.333 X10 X5X10)=1.369N/mmh) Xa=(0.3+(24+1.1) X120/1000) X300/1000=0.994kN/mX1J、J、J-/AAI 1（圖15）正常使用極限狀態(tài)下的受力簡圖（圖16）次梁變形圖（mm）*ax=0.101mmc =0.9 1000/400=2.25 mm滿足要

16、求5.4、主梁驗算在施工過程中使用的木方一般為 4m長，型鋼的主梁也不超過4m,簡化為四 跨連續(xù)梁計算，即能滿足施工安全需要，也符合工程實際的情況。另外還需考慮 主梁的兩端懸挑情況。主梁的方向設(shè)定為立桿的橫距方向。根據(jù)建筑施工模板安全技術(shù)規(guī)范（JGJ162-2008）第4.1.2條規(guī)定：當計 算直接支撐次梁的主梁時，施工人員及設(shè)備荷載標準值 （Q1k）可取1.5kN/卅；故 主梁驗算時的荷載需重新統(tǒng)計。將荷載統(tǒng)計后，通過次梁以集中力的方式傳遞至主梁。A. 由可變荷載控制的組合：qi=0.9X1.2G ik+(Gk+Gk)ha+1.4Q 咗=0.9 X；1.2 X3+(24+1.1) X20/1

17、000) X300/1000 +1.4 X.5 X300/1000)=1.64kN/mB. 由永久荷載控制的組合：q2=0.9X1.35G 1k+(G2k+Gk)ha+1.4X0.7Q1ka=0.9 X1.35 X.3+(24+1.1) X20/1000) X300/1000+1.4 X0.7 X.5 X300/1 000)=1.604kN/m取最不利組合得：q=maxqi,q 2=max(1.64,1.604)=1.64kN此時次梁的荷載簡圖如下ifiiiiiiiiiiiiiii剜/YSj、缸A廠（圖17）次梁承載能力極限狀態(tài)受力簡圖用于正常使用極限狀態(tài)的荷載為：qk=G1k+(G2k+Gk

18、)ha=(0.3+(24+1.1)X120/1000) 300/1000=0.994kN/m此時次梁的荷載簡圖如下1丄 LL11LJhht *J2?amJ)-/90()Jy13；900L 1(hjI（圖18）次梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖根據(jù)力學求解計算可得:Rna=1.624kNRmaX=0.984kN還需考慮主梁自重，則自重標準值為 gk=38.4/1000=0.038kN/m 自重設(shè)計值為：g=0.9 X 1.2g k=0.9 X1.2 X38.4/1000=0.041kN/m 則主梁承載能力極限狀態(tài)的受力簡圖如下：（圖19）主梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖則主梁正常使用極限狀態(tài)的受力簡圖如下

19、：（圖20）主梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖1、抗彎驗算-0J14.xTTTk0.102St)1110. 2397 Si)b 0.267Q(圖21)主梁彎矩圖(kN m)Mnax= 0.314kN meMaxW二 0.314 x106/(85.333 Xl000)=3.682N/mni f= 15N/mm滿足要求2、抗剪驗算(圖22)主梁剪力圖(kN)Vmax= 2.384kN342?ma=QaXS/(lb 0)=2.384 X 000X34 X 0/(341.333 X 0 X8X0)=0.559N/mm2?=2 N/mm滿足要求3、撓度驗算(圖23)主梁變形圖(mm)3max=0.219 mm

20、2.225 Xl.2=2.67m取兩值中的大值lo=max(loi, I 02)=max(2.765,2.67)=2.765m?=lo/i=2.765 000心.59 0)=173.925 000心.59 0)=173.925根據(jù)?1 查 JGJ130-2011 附錄 A.0.6 得到?=0.235Ni=0.91.2(G 1k+(G2k+Gk)ho)+1.4(Q 1k+Qk)l al b=0.9 1.2 0.3+(24+1.1) 20/1000)+1.4 1+2) 0.75 X).9=4.966kNf=N1/( ?A)=4.9661000/(0.235 (4.24100)=49.807N/mm

21、2 000心.59 0)=167.925根據(jù)?1 查 JGJ130-2011 附錄 A.0.6 得到?=0.2512=0.9 1.2(G 1k+(G2k+Gk)h o)+1.4(Q 1k+Qk)l al b+0.9 1.2 Hgk =0.9 1.2 0.3+(24+1.1) 20/1000)+1.4 1+2) 0.75 X0.9+0.9 1.2 5.3 X). 163=5.899kNf=Na/( ?A)=5.8991000/(0.251 (4.24100)=55.396N/mm2 c=205N/mm滿足要求5.6、可調(diào)托座驗算按上節(jié)計算可知，可調(diào)托座受力 N=RmaF4.57 kNN=4.57

22、 kN 0.7 2.5=2.45kN（圖5）面板簡圖（圖6）面板彎矩圖取最不利組合得:MnaX=0.065kN md=MaxW=0.065xl06/24000=2.728N/mnih) t=(0.5+(24+1.5) X400/1000) xl=10.7kN/m10 700（圖7）簡圖(圖8)撓度圖=0.002mmC =200/(4-1) 400)=0.167mm滿足要求6.2、次梁驗算A、當可變荷載Qk為均布荷載時：由可變荷載控制的組合：qi=1.2G ik+(Gk+Gk)ha+1.4Q ika=1.2 0.5+(24+1.5) 400/1000) 200/1000/(4-1)+1.4 2.

23、5 200/1000/(4-1)=1.089kN/m由永久荷載控制的組合：q2=1.35G 1k+(Gk+Gk)ha+1.40.7Q1ka=1.35 0.5+(24+1.5) 400/1000) 200/1000/(4-1)+1.4 0.7 2.5 200/1 000/(4-1)=1.126kN/m取最不利組合得：q=maxqi,q 2=max(1.089,1.126)=1.126kN/m計算簡圖：1UUULltJULJJ,|JUULII V IILJJLr11175(i4JJ-7.if J4J3-44I2龍|(圖9)簡圖B、當可變荷載Qk為集中荷載時：由可變荷載控制的組合：q3=1.2Gik

24、+(G2k+Gk)ha=1.2 x(0.5+(24+1.5)400/1000) X200/1000/(4-1)=0.856kN/mp1=1.4Q1k=1.4 2.5=3.5kN3.5003.5002罰I7刊了知 一 石U730 匕刊(圖10) 簡圖由永久荷載控制的組合：q4=1.35G1k+(G2k+Gk)ha=1.35 0.5+(24+1.5)400/1000) 200/1000/(4-1) =0.963kN/mp2=1.4 0.7Q1k=1.4 0.7 2.5=2.45kN9 n |B Ji L L i i i i I 1rl.MMHl| millAt47JL 1i I廠Atii-37.5

25、LJ ALUi-御7n()2 BO2.502 450（圖11）簡圖1、強度驗算0. 3H60. 3B60. 1（圖12）次梁彎矩圖（kN m）Mna=0.902kN m d=MaxW=0.902Xl06/(85.333 X1000)=10.567N/mni62.5 X10/(341.333 X10 5X10)=1.36N/mmh) Xa=(0.5+(24+1.5) X400/1000) 200/1000/(4-1)=0.713kN/m,111nr jjnriinwiuiJllllll L1111111.1 L11111,17刊7.10（圖14）變形計算簡圖（圖15）次梁變形圖（mm）max=0

26、.026mmc =0.75 1000/400=1.875mm滿足要求6.3、主梁驗算梁兩側(cè)樓板的立桿為梁板共用立桿，立桿與水平鋼管扣接屬于半剛性節(jié)點， 為了便于計算統(tǒng)一按鉸節(jié)點考慮，偏于安全。根據(jù)實際工況，梁下增加立桿根數(shù) 為0,故可將主梁的驗算力學模型簡化為 0+2-1=1跨梁計算。這樣簡化符合工況, 且能保證計算的安全。等跨連續(xù)梁，跨度為：1跨距為：(等跨)0.9根據(jù)建筑施工模板安全技術(shù)規(guī)范(JGJ162-2008)第4.1.2條規(guī)定：當計 算直接支撐次梁的主梁時，施工人員及設(shè)備荷載標準值(QQ可取1.5kN/ m2；故主梁驗算時的荷載需重新統(tǒng)計。將荷載統(tǒng)計后，通過次梁以集中力的方式傳遞至

27、主梁。A. 由可變荷載控制的組合：qi=0.9X1.2G ik+(G2k+Gk)ha+1.4Q 佃=0.9 X；1.2 X5+(24+1.5) 400/1000) X200/(4- 1) 000)+1.4 X.5 X200/(4-1) X000)=0.896kN/mB. 由永久荷載控制的組合：q2=0.9X1.35G 1k+(G2k+Gk)ha+1.4X0.7Q1ka=0.9 1.35 0.5+(24+1.5) 400/1000) X200/(4-1) 000)+1.4 X0.7 X1 .5 X200/(4-1) X1000)=0.955kN/m取最不利組合得：q=maxqi,q 2= max

28、(0.896,0.955)=0.955kN此時次梁的荷載簡圖如下(圖16)次梁承載能力極限狀態(tài)受力簡圖用于正常使用極限狀態(tài)的荷載為：qk= Gk+(G2k+Gk)ha=(0.5+(24+1.5)400/1000) X200/(4-1) 000)=0.713 kN/m此時次梁的荷載簡圖如下卩111,11111 1-11 11 11”111|llf,2f*7刊j1 頌1（圖17）次梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖根據(jù)力學求解計算可得：承載能力極限狀態(tài)下在支座反力：R=0.75kN 正常使用極限狀態(tài)下在支座反力：R=0.56kN還需考慮主梁自重，則自重標準值為 gk= 65.3/1000=0.065 kN

29、/m自重設(shè)計值為：g=0.9 X 1.2g k=0.9 X1.2 65.3/1000=0.071kN/m則主梁承載能力極限狀態(tài)的受力簡圖如下:Q, 7506 750出1山山山山山山山hiib血iihiiii山山山山山川1 I X（圖18）主梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖則主梁正常使用極限狀態(tài)的受力簡圖如下：ILllllUJlll.LD. OA5叩山口丄価IMUKll*ti7 1 67 1 砧丨0. 5600. &60（圖19）主梁正常使用極限狀態(tài)受力簡圖1、抗彎驗算(圖16)主梁彎矩圖(kN m)Mna=0.582kN md=MaxW=0.582x106/(8.986 Xl000)=64.807N

30、/mn2 f=205N/mm2滿足要求2、抗剪驗算(圖17)主梁剪力圖(kN)Vmax= 1.532kN342?maxQaS/(lb)=1.532 X10000.084 X10/(21.566 X10 X1.2 xl0)=3.602N/mm ?=120N/mm滿足要求3、撓度驗算(圖18)主梁變形圖(mm)max=0.75mmc J=0.9 X 1000/(0+1)/400=2.25mm滿足要求4、支座反力計算因兩端支座為扣件，非兩端支座為可調(diào)托座，故應分別計算出兩端的最大支 座反力和非兩端支座的最大支座反力。故經(jīng)計算得：兩端支座最大支座反力為：R=1.532kN非端支座最大支座反力為：R=0

31、kN6.4、端支座扣件抗滑移驗算按上節(jié)計算可知，兩端支座最大支座反力就是扣件的滑移力Ri=1.532kN N=8kN滿足要求6.5、可調(diào)托座驗算非端支座最大支座反力為即為可調(diào)托座受力艮=0kN N=150kN滿足要求6.6、立柱驗算1、長細比驗算驗算立桿長細比時取k=1, ! 2按JGJ130-2011附錄C取用l 0i=k 1(h+2a)=1 X.394 XJ1.2+2 X400/1000)=2.789ml 02=k 2h=1 X2.225 X.2=2.67m取兩值中的大值I o=max(loi,l 02)=max(2.789,2.67)=2.789m?=|o/i=2.789 Xl000/(

32、1.59 X10)=175.388 400/1000) X1000/(1.59 X10)=202.573根據(jù)?i 查 JGJ130-2011 附錄 A.0.6 得到?=0.232梁兩側(cè)立桿承受的樓板荷載N=1.2(G ik+(G2k+Gk)ho)+1.4(Q 你+Qk)l ail bi=(1.2 0.5+(24+1.5) X20/1000)+1.4 1+2) X).75 X0.9=5.719kN由第五節(jié)知，梁兩側(cè)立桿承受荷載為就是端支座的最大反力Ri=1.532kN由于梁中間立桿和兩側(cè)立桿受力情況不一樣，故應取大值進行驗算N=max(N+R,R2)=7.251kNf=NA/( ?A)=7.25

33、1 X000/(0.232 4.24 X00)=73.712N/mm22.225 X.2 000/(1.59 X10)=193.953根據(jù)?1 查 JGJ130-2011 附錄 A.0.6 得到?=0.191此處還應考慮架體的自重產(chǎn)生的荷載N=NA+1.2 XHXgk=7.251+1.2 X0.065 X(5.3+(400-120)/1000)=7.688kNf=Nc/( ?A)=7.688 X1000/(0.191 XJ4.24 X100)=94.887N/mm2 c=205N/mm2滿足要求七、工字鋼荷載計算書7.1、計算荷載參數(shù)因為本方案是借用外架作為花架飄板的支撐體系，因此花架所增加的

34、荷載需 考慮在里面，并重新計算。增加的靜載：模板與木板自重(KN/M2 : 0.35 ;混混凝土與鋼筋自重(KN/M2 3.25 ;施工均布荷載標準值(KN/M2： 1.000 ;外架自重荷載(KN/M3 0.5。因此：(0.35+3.25+1 ) /0.5=9.2M，因此花架飄板增加的荷載為9.2M外架高度增加的荷載。根據(jù)懸挑工字鋼專家論證方案：8、9座6層、22層采用16號懸挑型鋼，為此6-22層的高度為46.4M, 22-天面層的高度為34.85M，因此算上花架飄板增加的荷載為 9.2M，即為34.85+9.2=44.05M，44.05小于46.4M，因此增加飄板的荷載該懸挑型鋼能滿足要

35、求。7.2、腳手架參數(shù)架體搭設(shè)基本參數(shù)1腳手架搭設(shè)方式雙排腳手架腳手架鋼管類型?48X3腳手架搭設(shè)高度H(m)44.05水平桿步距h (m)1.8立桿縱距(跨距)1 a(m)1.5立桿橫距1 b(m)0.8內(nèi)立桿距建筑距離a(m)0.3橫向水平桿懸挑長度a1(m)0.15縱橫向水平桿布置方式橫向水平桿在 上縱桿上橫桿根數(shù)n2連墻件布置方式兩步三跨連墻件連接形式扣件連接連墻件截面類型鋼管連墻件型號?48X3扣件連接的連接種類單扣件支撐或拉桿(繩)設(shè)置形式鋼絲繩與鋼絲 桿不參與計算懸挑鋼梁參數(shù)懸挑鋼梁類型工字鋼懸挑鋼梁規(guī)格16號工字鋼鋼梁上表面距地面咼度(m)62.3鋼梁懸挑長度(m)1.5鋼梁錨

36、固長度(m)2懸挑鋼梁與樓板錨固類型u型鋼筋拉環(huán):鋼梁擱置的樓板混凝土強度C25樓板厚度(mm)100鋼筋保護層厚度(mm)15配筋鋼筋強度等級HRB335 1鋼梁錨固點拉環(huán)/螺栓個數(shù)2拉環(huán)/螺栓直徑(mm)20何載參數(shù)腳手板類型竹串片腳手板擋腳板類型竹串片擋腳板實際腳手板鋪設(shè)層數(shù)3密目式安全網(wǎng)的自重標準值2(kN/m )0.01結(jié)構(gòu)腳手架施工層數(shù)1裝修腳手架施工層數(shù)1風荷載體型系數(shù)0.089架體頂部風壓高度變化系數(shù)1.513腳手架狀況全封閉，半封 閉背靠建筑狀況敞開、框架和 開洞墻密目網(wǎng)每100cmA2的目數(shù)m2000每目面積A(cmA2)0.01腳手架搭設(shè)地區(qū)廣東(省)肇慶 (市)地面粗糙

37、程度C類密集建筑 群的中等城市 市區(qū)17(圖2)剖面圖7.3、橫向水平桿驗算由于縱向水平桿上的橫向水平桿是均等放置的緣故，橫向水平桿的距離為l a/(n+1)，橫向水平桿承受的腳手板及施工活荷載的面積。承載能力極限狀態(tài)q=1.2 x(g+gKiXla/(n+1)+1.4 XKXla/(n+1)=1.2 X(O.O33+O.35 xi.5/(2+1)+1.4 X3X1.5/(2+1)=2.35kN/m正常使用極限狀態(tài)qg+yX a/(n+1)+Q kX a/(n+1)=0.033+0.35 X.5/(2+1)+3 X.5/(2+1)=1.70 8kN/m根據(jù)規(guī)范要求橫向水平桿按簡支梁進行強度和撓

38、度驗算，故計算簡圖如下:1、抗彎驗算右箔0世! I）4V -11丘樸（圖3）承載能力極限狀態(tài)的受力簡圖（圖4）彎矩圖Mnax= 0.175kN md=MWW=0.175 xl06/4490=38.977N/mn20.8 (1+0.15/0.8) =0.846 kN/mFq=1.4P.5QKLa/(n+1)l b(1+a/ b)2=1.4 X).5 X3X1.5/(2+1) X).8 1+0.15/0.8) 2=1.185kN/m3261. 326k 32*1. 326（圖7）承載能力極限狀態(tài)的受力簡圖（縱桿）（圖8）彎矩圖Mna=0.618kN md=MWW=0.618 xl06/4490=1

39、37.677N/mmk f=205N/mm2滿足要求2、撓度驗算（圖9）正常使用極限狀態(tài)的受力簡圖（縱桿）-2伽(圖10) 撓度圖maX=3.902mmC = minl a/150 , 10=10mm滿足要求3、支座反力計算Vma=4.712kN7.5、扣件抗滑承載力驗算扣件抗滑承載力驗算：R=maX=4.712kN0.13+8 x(0.8+0.15) 2X).033/2+0.01 462/2=5.468kN2、構(gòu)配件自重標準值Ns2k1Z=mi n(y,m)=3N32=Z(Lb+a1)l agk/2+zgk2l a+l aHgk3=3X0.8+0.15) X.5 X).35/2+3 X).1

40、7 X.5+1.5 40X).01=2.113kN3、施工活荷載標準值ZnQk=(njgQ+nzxQ)(l b+ajl a/2=(1 X3+1X2) X0.8+0.15) X.5/2=3.563kN4、風荷載統(tǒng)計風荷載體型系數(shù)：由于腳手架為封閉式或半封閉式且腳手架背靠建筑為敞開、框架和開洞墻=1.2(1 a+h+0.3251 ah)d/(l ah)+1.2(100-mA)/100-(la+h+0.325lah)d1.2(100-mA”(100l ah)=1.2 X(1.5+1.8+0.325 X1.5 X1.8) (48/1000)/(1.5X1.8)+1.2 0.01)/100-(1.5+1

41、.8+0.325 X.5 X.8) 48/1000) X.2 100-2000 X).01)/(100 X1.5 X 1.8)=0.978人=1.3 =1.3 X).978=1.271風荷載高度變化系數(shù)：立桿穩(wěn)定組合風荷載時：取距架體底部的風荷載高度變化系數(shù)山=1.218連墻件驗算風荷載產(chǎn)生的連墻件軸向力設(shè)計值計算時：取最高處連墻件位置處的風荷載高度變化系數(shù)4=1.513風荷載標準值：k=s -0=1.218 X).089 X).3=0.033kN/m2風荷載產(chǎn)生的彎矩標準值：MWk=dlah2/10=0.033 X.5 X.82/10=0.016kN m風荷載產(chǎn)生的彎矩設(shè)計值：M=0.9x1.4Mwk=0.9 X.4 X).016=0.02kN m5、荷載組合立桿荷載組合不組合風荷載：N=1.2(Ng1+N320+1.4 Nq=1.2 (5.468+2.113)+1.4 X3.563=14.084kN組合風荷載：