白花河调蓄池顶板盘扣式高支模设计

 白花河调蓄池顶板盘扣式高支模设计

焦锋阳

中国水电建设集团十五工程局有限公司

摘要：较传统的普通架管式，盘扣式满堂支撑架由于强度大、效率高、成本低、安全可靠等因素，现已广泛使用。但同时，该满堂支架的设计仍有一定的技术性。白花河调蓄池的满堂支架在设计过程中，采用品茗建筑安全计算软件V13.5进行了验证，结果表明设计符合要求,并提出了建议。

关键词：盘扣式  高支模  设计

1 背景

白花河调蓄池位于深圳市光明区白花社区，顶板高程为-1.5m，顶板以上为白花河污水处理站。调蓄池最大净长82.90m，净宽49m，净深6.7m，底板为1.1m厚C35钢筋砼，顶板为40cm厚C35钢筋砼。另有不同规格框架梁，最大断面600mmX700mm； 顶板按照后浇带位置分6块施工，最大块尺寸为29.8m×29.7m，最小块尺寸为21.9m×15.0m。根据总工期要求，调蓄池顶板与框架梁同时浇筑。同时，梁、板支撑拟采用盘扣式满堂支架。

2 主要设计参数

采用《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》（JGJ231-2010）、《建筑施工脚手架安全技术统一标准》（GB51210-2016）设计。选用重型杆件，主要参数如下：

2.1立杆

采用A-LG-1500，管径为60.3mm，壁厚为3.2mm，材质为Q345A钢材，纵向间距1200mm，横向间距1200mm，步距1500mm。

2.2水平杆

采用A-SG-1200，管径为48.3mm，材质为Q235B钢材，壁厚为2.5mm；长度以1.2米为主，局部由于柱、梁影响，调整为0.9米、0.6米，一般步距1.5m，最底二层步距0.5m。

2.3竖向斜杆

采用A-XG-1200×1500，管径为48mm，壁厚为2.5m，材质为Q195钢材，架体外立面每层均设，内部每隔5跨设置一道。

2.4顶托及底托

选用重型可调底座及可调托撑，根据《承插型盘扣式钢管支架构件》（JGT503-2016），标准承重140KN。

2.5板模板

面板采用15mm厚双面覆膜竹胶合板，板底次楞为50mm×70mm工字方木，间距10cm，次楞跨度1200mm，抗弯强度为15N/mm2。主梁采用12.6#工字钢，根据立杆间距，跨度为1200mm，可调托撑固定在立杆内，模板设计如图1。

2.6梁模板

梁侧模采用15mm厚双面覆膜竹胶合板，横向

围檩为双钢管，间距不大于450mm。梁下立杆纵向间距1200mm，步距不大于1500mm，顶部步距不大于600mm，次楞为50mm×70mm工字方木，间距10cm，主梁为12.6号工字钢，可调托撑节点。 托撑固定在双拼10#槽钢组成的托梁上，托梁间距1.2m，固定在立杆的圆盘上，模板典型设计断面如图2。

2.7特殊部位设计

2.7.1架体底座

可调底座底板为140×140mm的钢板，底座丝杠伸出长度不得大于300mm，作为扫地杆的最底层水平杆离地高度不大于550mm。可调底托调整不足位置，底座铺设250mm（宽）×50mm（厚）×4000mm（长）木垫板找平。

2.7.2底部高低不同处脚手架设计

调蓄池东西方向有1%的坡度，高差小于30cm的通过底托和垫板调平，局部位置有厚浇带或集水坑，底板有突变，且高差较大，通过底托和短钢管搭设支架调平保证水平杆与周围架体互相连通，如图3。

2.7.3柱四周设计

在墩柱四周用普通钢管抱柱拉接，沿高度方向每隔3m一道，如图4。

2.7.4边墙处设计

在架体靠近侧墙处设短钢管和水平顶托，在侧墙相应位置垫方木后用顶托顶撑增加架体稳定，间距为三步三跨。

2.7.5通道设计

根据现场施工需要，在调蓄池后浇带的正中位置处设置人行通道，通道宽度与横杆宽一致，为1.2m，通道上满铺1.2mX1.2m成品钢制脚手板。并设置行人楼梯，采用成品钢制楼梯，高1.5m，宽1.2m，通至最后一个步距的底面，满足上下行需要，每1.5米设置一个平台，楼梯外侧设置斜杆，保证整个楼梯稳定性，并与结构进行可靠连接，并在楼梯外围悬挂密目网，爬梯搭设形式如图5。

2.7.6防护设计

1）分别在本满堂支架的第一个步距、最后一个步距、中间的步距上设置3道安全网。

2）架体顶部设置行走马道（马道宽度不小于0.9米），满布踏板，防护栏杆高出结构板不小于1.2米，并设置密目网。

3 荷载取值

参考《建筑施工承插盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ 231-2010中4.2荷载标准值，现取值如下：

（1）模板及其支架自重标准值G1k：面板0.1KN/m2、面板及小梁0.3KN/m2、楼板模板0.5KN/m2。

（2）自重G2k：砼取25.1KN/m3，板钢筋取1.1KN/m3，梁钢筋取1.5KN/m3。

（3）施工荷载G3k：取3.0KN/m2。

（4）风荷载：查广东省基本风荷载资料，深圳基本风压为0.75KN/m2。

4 安全性验算

4.1面板

4.1.1工况分析

板厚40cm，梁高70cm，面板的规格相同，因此仅对梁的面板进行验算。板厚15mm，抗弯强度设计值[f]=15N/mm

2，抗剪强度设计值[τ]=1.4N/mm2，面板弹性模量E=60000N/mm2，计算方式为简支梁。

W＝bh2/6=600×15×15/6＝22500mm3，I＝bh3/12=600×15×15×15/12＝168750mm4

q1＝[1.2(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.1+(25+1.5)×0.7)+1.4×3]×0.6＝15.948kN/m

q2＝[1×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1×Q1k]×b＝[1×(0.1+(25+1.5)×0.7)+1×3]×0.6＝12.99kN/m

4.1.2抗弯强度验算

Mmax＝0.125q1L2＝0.125×15.948×0.12＝0.02kN·m

σ＝Mmax/W＝0.02×106/22500＝0.886N/mm2≤[f]＝15N/mm2

4.1.3挠度验算

 νmax＝5q2L4/(384EI)=5×12.99×1004/(384×6000×168750)＝0.017mm≤[ν]＝min[L/150，10]＝min[100/150，10]＝0.667mm

由于小梁中心距仅10cm，净间距5cm，故面板剪应力免于计算，因此面板安全。

4.2小梁

4.2.1工况分析

采用50mm×70mm矩形木楞，间距10cm。底板模板小梁间距1.2m，砼厚40cm，根据梁的尺寸，梁模板小梁最大间距60cm，砼厚70cm，用在面板上时，小梁的承载力更大，因此仅对面板的小梁进行验算。

抗弯强度设计值[f]=12.87N/mm2，抗剪强度设计值[τ]=1.386N/mm2，W=40.833cm3，E=8415N/mm2，I=142.917cm4，考虑小梁实际长度，按四等跨连续梁的方式验算。

q1＝γ0×[1.3×(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.5×γL×Q1k]×b=1×[1.3×(0.3+(23+1)×0.4)+1.5×0.9×3]×0.1＝1.692kN/m

因此，q1静＝γ0×1.3×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1×1.3×(0.3+(23+1)×0.4)×0.1＝1.287kN/m

      q1活＝γ0×1.5×γL×Q1k×b=1×1.5×0.9×3×0.1＝0.405kN/m

4.2.2抗弯强度验算

M1＝0.107q1静L2+0.121q1活L2＝0.107×1.287×1.22+0.121×0.405×1.22＝0.269kN·m

M2＝q1L12/2=1.692×0.152/2＝0.019kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.269，0.019]＝0.269kN·m

σ=Mmax/W=0.269×106/40833=6.585N/mm2≤[f]=12.87N/mm2

4.2.3抗剪强度验算

V1＝0.607q1静L+0.62q1活L＝0.607×1.287×1.2+0.62×0.405×1.2＝1.239kN

V2＝q1L1＝1.692×0.15＝0.254kN

Vmax＝max[V1，V2]＝max[1.239，0.254]＝1.239kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×1.239×1000/(2×50×70)＝0.531N/mm2≤[τ]=1.386N/mm2

4.2.4挠度验算

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h)+γQ×γL×Q1k)×b=(1×(0.3+(23+1)×0.4)+1×1×3)×0.1＝1.29kN/m

挠度,跨中νmax＝0.632qL4/(100EI)=0.632×1.29×12004/(100×8415×142.917×104)＝1.406mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(1200/150，10)＝8mm；

悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=1.29×1504/(8×8415×142.917×104)＝0.007mm≤[ν]＝min(2×l1/150，10)＝min(2×150/150，10)＝2mm

综上所述，小梁安全。

4.3主梁

4.3.1工况分析

面板主梁间距1.2m，板厚40cm，梁模板主梁间距60cm，高70cm，而规格相同，用作面板时主梁的承载力更大，因此仅对面板的主梁进行验算。

采用12.6号工字钢，抗弯强度设计值[f]=205N/mm2，抗剪强度设计值[τ]=125N/mm2，W=77.529cm3，E=206000N/mm2，I=488.592cm4，考虑小梁实际长度，按四等跨连续梁的方式验算，每个托座内1根。

4.3.2抗弯强度验算

小梁支反力

q1静＝γ0×1.3×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1×1.3×(0.5+(23+1)×0.4)×0.1＝1.313kN/m

q1活＝γ0×1.5×γL×Q1k×b ＝1×1.5×0.9×3×0.1＝0.405kN/m

小梁按二等跨连续梁布置，最大支反力为：

R1静＝1.25qL=1.25X1.313X1.2=1.970KN

R1活＝1.25qL=1.25X0.405X1.2=0.608KN

小梁间距10cm，每跨有小梁12个，换算为均布荷载为：

q2静＝(12+1/24)X1.970/1.2=19.763KN/m

q2活＝(12+1/24)X0.608/1.2=6.096KN/m

对于四等跨连续梁，最大弯矩在第二个支座处，方向为负。

M=0.107 q2静L2+0.121 q2活L2=0.107X19.763X1.22+0.121X6.096X1.22=4.107KNm

σ=Mmax/W=4.107×106/77529

=52.973N/mm2≤[f]=205N/mm2

4.3.3抗剪强度验算

最大剪应力在第二个支座临第一跨侧

Vmax=0.607 q2静L+0.620 q2活L=0.607X19.763X1.2+0.620X6.096X1.2=18.931KN

τmax=Vmax/(8Izδ)[bh02-(b-δ)h2]

=18.931×1000×[74×1262-(74-5)×109.22]/(8×4885920×5)

＝34.099N/mm2≤[τ]=125N/mm2

4.3.4挠度验算

跨中挠度最大

q2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h)+γQ×γL×Q1k)×b=(1×(0.5+(23+1)×0.4)+1×1×3)×0.1＝1.31kN/m

换算为等效均布荷载为：q2＝（24+1/24）X1.31/1.2=13.145KN/m

由于跨中大于悬挑段，因此仅计算跨中段挠度

跨中νmax=0.967q2L4/100EI=0.967X13.145X12004/(100X206000X488.592X104)=0.262mm

0.262mm≤[ν]=min(2×150/150,10)=2mm

4.4搁置横梁

4.4.1工况分析

搁置横梁为双拼10号槽钢，抗弯强度设计值[f]=205N/mm2，抗剪强度设计值[τ]=125N/mm2，W=39.7cm3，E=206000N/mm2，I=198.3cm4，受力不均匀系数取0.6，按简支梁方式验算。

自重标准值q’=0.1kN/m

自重设计值q=1.2×0.1=0.12kN/m

荷载设计值：F1=koR1=0.6×9.206=5.523kN,F2=koR2=0.6×9.206=5.523kN

荷载标准值：F1’=koR1’=0.6×7.472=4.483kN,F2’=koR2’=0.6×7.48=4.488kN

4.4.2抗弯强度验算

梁宽600mm，搁置梁长1200mm，c=（1200-600）/2=300mm

M=Fc=5.523X0.3=1.657 KNM

σ=Mmax/W=1.657×106/39700

=41.738N/mm2≤[f]=205N/mm2

4.4.3抗剪强度验算

Vmax＝5.523kN

τmax=Vmax/(8Izδ)[bh02-(b-δ)h2]

=5.523×1000×[48×1002-(48-5.3)×832]/(8×1983000×5.3)＝12.207N/mm2≤[τ]=125N/mm2

4.4.4挠度验算

νmax＝Fc（3L2-4c2）/(24EI)

=4488X300X(3X12002-4X3002)/(24X206000X198.3X104)=0.544mm

≤[ν]＝min[lb/150，10]=min[1200/150，10]＝8mm

综合以上，搁置横梁安全。

4.5盘扣

根据《承插型盘扣式钢管支架构件》（JGT503-2016），盘扣双侧抗剪强度允许值[P]=21KN。根据4.4.3，盘扣荷载R=5.523KN。因此R<[P]，盘扣安全。

4.6可调托撑验算

根据《承插型盘扣式钢管支架构件》（JGT503-2016），该满堂支架托撑及底座允许荷载140KN。四等跨连续梁中间两个支座的支反力最大。

Rmax=1.143 q2静L+1.223 q2活L

=1.143X19.763X1.2+1.223X6.096X1.2=36.053KN

因此托撑安全。

4.7立杆验算

4.7.1长细比验算

l01=hˊ+2ka=400+2×0.7×200=680mm

l0=ηh=1.2×1500=1800mm

λ=max[l01，l0]/i=1800/20.1=89.552≤[λ]=150

4.7.2立杆稳定性验算

根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-2010公式5.3.1-2，考虑风荷载时，可变荷载需考虑0.9组合系数：

顶部立杆段：

λ1=l01/i=680.000/20.1=33.831

查表得，φ＝0.894

不考虑风荷载:

N1=（36.053+5.523）=41.576kN

f＝ N1/(ΦA)＝41576/(0.894×571)＝81.446N/mm2≤[f]＝300N/mm

2

非顶部立杆段：

λ=l0/i=1800.000/20.1=89.552

查表得，φ1=0.558

不考虑风荷载:

N=36.053+1×γG×q×H=36.053+1×1.3×0.15×13.6=38.705kN

f=N/(φ1A)＝38.705×103/(0.558×571)=121.478N/mm2≤[σ]=300N/mm2

综上所述，立杆安全。

4.8底托

根据4.7，底托最大荷载N=41.576KN。根据《承插型盘扣式钢管支架构件》（JGT503-2016），该满堂支架托撑及底座允许荷载140KN，因此底托安全。

4.9高宽比验算

根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ231-2010第6.1.4:对长条状的独立高支模架，架体总高度与架体的宽度之比不宜大于3。此时

H/B=13.6/29.7=0.458≤3

因此高宽比合格。

4.10地基承载力验算

地基为1.1m厚C30砼，地基坚硬，因此免于验算。

综上所述，本满堂支架安全。

5 建议

（1）前期进行市场调研。首次设计时，主梁为[10槽钢，因市场上无法租赁改为了12.6#工字钢，根据4.3.2，主梁最大弯曲应力为46.073N/mm2≤[f]，最大剪应力为30.526N/mm2≤[τ]，最大挠度为0.215mm≤[ν]，均远低于材料允许值，造成了材料的浪费。若提前进行市场调查，可能增大立杆间距，节省盘扣架总用量。

（2）与永久工程结合。后期施工过程中，主体工程使用了一定量的[10槽钢，但前期并未采购，未利用。

6 参考文献

[1]建筑施工模板安全技术规范,JGJ162-2008

[2]建筑施工承插盘扣式钢管支架安全技术规范,JGJ 231-2010

[3]混凝土结构设计规范,GB 50010-2010

[4]建筑结构荷载规范,GB 50009-2012

[5]钢结构设计标准,GB 50017-2017

[6]承插型盘扣式钢管支架构件,JGT503-2016