花架悬挑板实用模板支撑架方案设计0225.docx
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花架悬挑板实用模板支撑架方案设计0225
一、工程概况
保利花园6-9座屋面花架梁设计了悬挑飘板，悬挑飘板钢筋砼结构，砼强度等级为C25，其中悬挑板梁的截面尺寸大为200mm×400mm，悬挑板厚120mm，飘板宽1400mm及1600mm（连梁外侧距离）。
二、编制依据
1、根据本工程施工图纸及有关标准图；
2、根据国家有关规范、标准和地区的有关规程；
3、建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范（JGJ130-2011）
4、混凝土结构工程施工质量验收规范（GB50204-2015）；
5、建筑工程质量验收统一标准（GB50300-2013）；
6、建筑施工高处作业安全技术规范（JGJ80-2011）；
7、建筑施工安全检查标准（JGJ59-2011）；
8、建筑施工扣件式钢管模板支架技术规程（DB33/1035-2006）
三、飘板模板支撑方案
1、由于本工程飘板设计为悬挑钢筋砼结构，飘板模板排架底部无支撑点，因此该飘板采用外架作支撑体系，然后利用钢管采用三角形方式悬挑搭设外架，具体布置见支撑架计算书及附图。
四、飘板模板支撑架构造及施工要求
支撑架除了要遵守《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》的相关要求外，还要考虑以下内容：
1、模板支架的构造要求：
2、原外架立杆搭设至花架飘板底下30CM，利用外架立杆作为花架飘板的支撑。
3、在原外架之间预埋钢管悬挑一根钢管作为大横杆，悬挑两条立杆到花架飘板底下30CM，并与原外架的横杆连成整体，作为花架飘板的支撑立杆。
a、立杆之间必须按步距750mm满设双向水平杆，确保两个方向均有足够的刚度。
b、因为梁和楼板荷载相差较大，所以采用不同的立杆间距，只在垂直梁的跨度方向不同，平行方向保持相同。
4、在天面层结构板的女儿墙预埋20直径的圆钢，并用15.5钢丝绳卸荷。
5、整体性构造要求：
a、支撑架沿水平悬挑层设置剪刀撑，且需与立杆连接，设置斜杆层数要大于水平框格总数的1/3；
b、在斜撑杆的方向设置竖向剪刀撑，使其具有较大的刚度和变形约束的空间结构层
6、支撑架搭设要求：
a、严格按照设计尺寸搭设，立杆和水平杆的接头均应错开在不同的框格层中设置；所有立杆不允许采用搭接方法接长，必须按照搭设高度采用截断的整根钢管；
b、确保立杆的垂直度偏差和横杆的水平偏差小于《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》的要求；
c、确保每个扣件和钢管的质量是满足要求的，每个扣件的拧紧力矩都要控制在45-60N.m，不能选用长期使用发生变形的钢管。
7、施工使用要求：
a、严格按砼浇筑方案组织施工，确保模板支架施工过程中均衡受载；
b、严格控制实际施工荷载不超过设计荷载，对出现的超过最大荷载要有相应的控制措施，钢筋等材料不能在支架上堆放。
c、浇筑过程中，派人观察支架和支撑情况，发现下沉、松动和变形情况应及时解决。
d、因为支撑体系的横向水平杆是与内架连接的，所以在支模架搭设及花架层结构顶面砼浇筑时间内，天面层内架保留不能拆除。
e、浇筑过程中，悬挑飘板的浇筑不能直接冲在飘板面上，需把砼放在飘板的边上，利用砂浆把砼铲到飘板模板上面，防止飘板的支撑因为冲击力过太，发生变形。
五、花架飘板模板支撑架计算书
5.1、花架板模板支架参数
基本参数
楼板厚度h（mm）
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）
200
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
矩形木楞
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×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×1+1.4×0.7×2.5×1=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：
由可变荷载控制的组合：
q3=1.2[G1k+（G2k+G3k）h]b=1.2×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×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
由永久荷载控制的组合：
q4=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]b=1.35×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×1=4.471kN/m
p2=1.4×0.7Q1k=1.4×0.7×2.5=2.45kN
取最不利组合得：
（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）×120/1000）×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
满足要求
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
由可变荷载控制的组合：
q1=1.2[G1k+（G2k+G3k）h]a+1.4Q1ka=1.2×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000+1.4×2.5×300/1000=2.242kN/m
由永久荷载控制的组合：
q2=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]a+1.4×0.7Q1ka=1.35×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000+1.4×0.7×2.5×300/1000=2.076kN/m
取最不利组合得：
q=max[q1,q2]=max（2.242,2.076）=2.242kN/m
当可变荷载Q1k为集中荷载时：
由可变荷载控制的组合：
q3=1.2[G1k+（G2k+G3k）h]a=1.2×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000=1.192kN/m
p1=1.4Q1k=1.4×2.5=3.5kN
（图11）可变荷载控制的受力简图2
由永久荷载控制的组合：
q4=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]a=1.352×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000=1.343kN/m
p2=1.4×0.7Q1k=1.4×0.7×2.5=2.45kN
（图12）永久荷载控制的受力简图
1、强度验算
（图13）次梁弯矩图（kN·m）
Mmax=0.724kN·m
σ=Mmax/W=0.724×106/（83.333×103）=8.686N/mm2≤[f]=15N/mm2
满足要求
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
满足要求
3、挠度验算
挠度验算荷载统计，
qk=（G1k+（G3k+G2k）×h）×a=（0.3+（24+1.1）×120/1000）×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
满足要求
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×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000+1.4×1.5×300/1000）=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×（0.3+（24+1.1）×120/1000）×300/1000+1.4×0.7×1.5×300/1000）=1.604kN/m
取最不利组合得：
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）×120/1000）×300/1000=0.994kN/m
此时次梁的荷载简图如下
（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·m）
Mmax=0.314kN·m
σ=Mmax/W=0.314×106/（85.333×1000）=3.682N/mm2≤[f]=15N/mm2
满足要求
2、抗剪验算
（图22）主梁剪力图（kN）
Vmax=2.384kN
τmax=QmaxS/（Ib0）=2.384×1000×64×103/（341.333×104×8×10）=0.559N/mm2≤[τ]=2N/mm2
满足要求
3、挠度验算
（图23）主梁变形图（mm）
νmax=0.219mm≤[ν]=0.75×103/400=1.875mm
满足要求
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
满足要求
2、立柱稳定性验算（顶部立杆段）
λ1=l01/i=2.765×1000/（1.59×10）=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×（1.2×（0.3+（24+1.1）×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
满足要求
3、立柱稳定性验算（非顶部立杆段）
λ2=l02/i=2.67×1000/（1.59×10）=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+0.9×1.2×H×gk=0.9×（1.2×（0.3+（24+1.1）×120/1000）+1.4×（1+2））×0.75×0.9+0.9×1.2×5.3×0.163=5.899kN
f=N3/（φA）=5.899×1000/（0.251×（4.24×100））=55.396N/mm2≤[σ]=205N/mm2
满足要求
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
满足要求
六、花架梁模板支架参数
基本参数
混凝土梁高h（mm）
400
混凝土梁宽b（mm）
200
混凝土梁计算跨度L（m）
5
新浇筑混凝土结构层高FH（m）
8
计算依据
《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011
模板荷载传递方式
可调托座
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
120
斜撑（含水平）布置方式
普通型
梁跨度方向立柱间距la（m）
0.75
垂直梁跨度方向的梁两侧立柱间距lb（m）
0.9
水平杆步距h（m）
1.2
梁侧楼板立杆的纵距la1（m）
0.75
梁侧楼板立杆的横距lb1（m）
0.9
立杆自由端高度a（mm）
400
梁底增加立柱根数n
0
梁底支撑小梁根数m
4
次梁悬挑长度a1（mm）
250
结构表面要求
表面外露
架体底部布置类型
底座
材料参数
主梁类型
圆钢管
主梁规格
48×3.0
次梁类型
矩形木楞
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）
钢管规格
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（N/mm2）
/
架体底部垫板面积A（m2）
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
/
6.1、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×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×1+1.4×2.5×1=16.34kN/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×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×1+1.4×0.7×2.5×1=16.895kN/m
取最不利组合得：
q=max[q1,q2]=max（16.34,16.895）=16.895kN/m
（图3）面板简图
B.当可变荷载Q1k为集中荷载时：
由可变荷载控制的组合：
q3=1.2[G1k+（G2k+G3k）h]b=1.2×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×1=12.84kN/m
p1=1.4Q1k=1.4×2.5=3.5kN
（图4）面板简图
由永久荷载控制的组合：
q4=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]b=1.35×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×1=14.445kN/m
p2=1.4×0.7Q1k=1.4×0.7×2.5=2.45kN
（图5）面板简图
（图6）面板弯矩图
取最不利组合得：
Mmax=0.065kN·m
σ=Mmax/W=0.065×106/24000=2.728N/mm2≤[f]=31N/mm2
满足要求
2、挠度验算
qk=（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=（0.5+（24+1.5）×400/1000）×1=10.7kN/m
（图7）简图
（图8）挠度图
ν=0.002mm≤[ν]=200/（（4-1）×400）=0.167mm
满足要求
6.2、次梁验算
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]a+1.4Q1ka=1.2×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/1000/（4-1）+1.4×2.5×200/1000/（4-1）=1.089kN/m
由永久荷载控制的组合：
q2=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]a+1.4×0.7Q1ka=1.35×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/1000/（4-1）+1.4×0.7×2.5×200/1000/（4-1）=1.126kN/m
取最不利组合得：
q=max[q1,q2]=max（1.089,1.126）=1.126kN/m
计算简图：
（图9）简图
B、当可变荷载Q1k为集中荷载时：
由可变荷载控制的组合：
q3=1.2[G1k+（G2k+G3k）h]a=1.2×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/1000/（4-1）=0.856kN/m
p1=1.4Q1k=1.4×2.5=3.5kN
（图10）简图
由永久荷载控制的组合：
q4=1.35[G1k+（G2k+G3k）h]a=1.35×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/1000/（4-1）=0.963kN/m
p2=1.4×0.7Q1k=1.4×0.7×2.5=2.45kN
（图11）简图
1、强度验算
（图12）次梁弯矩图（kN·m）
Mmax=0.902kN·m
σ=Mmax/W=0.902×106/（85.333×1000）=10.567N/mm2≤[f]=15N/mm2
满足要求
2、抗剪验算
（图13）次梁剪力图（kN）
Vmax=3.714kN
τmax=VmaxS/（Ib）=3.714×103×62.5×103/（341.333×104×5×10）=1.36N/mm2≤[τ]=2N/mm2
满足要求
3、挠度验算
挠度验算荷载统计，
qk=（G1k+（G3k+G2k）×h）×a=（0.5+（24+1.5）×400/1000）×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
满足要求
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:
1
跨距为：
（等跨）0.9
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×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/（（4-1）×1000）+1.4×1.5×200/（（4-1）×1000））=0.896kN/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×（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/（（4-1）×1000）+1.4×0.7×1.5×200/（（4-1）×1000））=0.955kN/m
取最不利组合得：
q=max[q1,q2]=max（0.896,0.955）=0.955kN
此时次梁的荷载简图如下
（图16）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=（0.5+（24+1.5）×400/1000）×200/（（4-1）×1000）=0.713kN/m
此时次梁的荷载简图如下
（图17）次梁正常使用极限状态受力简图
根据力学求解计算可得：
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
自重设计值为：
g=0.9×1.2gk=0.9×1.2×65.3/1000=0.071kN/m
则主梁承载能力极限状态的受力简图如下：
（图18）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19）主梁正常使用极限状态受力简图
1、抗弯验算
（图16）主梁弯矩图（kN·m）
Mmax=0.582kN·m
σ=Mmax/W=0.582×106/（8.986×1000）=64.807N/mm2≤[f]=205N/mm2
满足要求
2、抗剪验算
（图17）主梁剪力图（kN）
Vmax=1.532kN
τmax=QmaxS/（Ib）=1.532×1000×6.084×103/（21.566×104×1.2×10）=3.602N/m
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