高支模施工方案

欢迎下载内容仅供参考1、编制说明与编制依据编制说明：5.1m,4.8m,因该工程一层中间与门厅部分无现浇板,所以局部支撑属高支模施工,所以在本工程首层X编制依据建施、结施设计图纸；施工合同；建筑施工钢管脚手架安全技术规X.2、工程概况：####,3成.5.1m作为会所大厅,4176.1m2,120~160mm,0.5×1.0m,框剪结构,砼标号为C30.一、型式选择与搭设要求全部采用落地式钢管满堂红配扣搭设,搭设必须满足有足够的刚度和稳定性,保证施工过程中在各种施工操作在允许荷载作用下不产生失稳、变形、倾斜、扭曲等现象.二、质量、安全保证措施按照外排栅的方案进行高支模板部分混凝土浇捣方法：A轴外与F46轴,45轴交C轴与F轴,,,.七、荷载计算KCKL1.0.15KN/m2,25KN/m2,4KN/m2.1、模板系统计算：〔1〕材料截面、性能常数欢迎下载内容仅供参考表中数据由《设计手册》查得.〔2〕梁侧模板计算1以CKL 梁高为以图2剖,梁侧板为18mm胶板,立档为200mm一立档1外侧用双水平钢管卡,每侧6道双排水平钢.每侧每排设置6 道〔排距每400mm〕对拉螺栓〔见图2〕.A、 梁侧模板的标准荷,新浇捣混凝土时对模板产生侧压力查建筑施工计算手册得a c 1 a c 1 abF=0.22×25×200/<50+15>×1×1.2×251/2=102KN/m2,F=RcH=25×3.1=77.5KN/m2,ab,取F=77.5KN/m2.B、梁侧模板的强度验算, 4, 取水平面施工活荷载为4KN/m2,如左图3,梁侧模板的计算可按四跨连续梁算见计算图 取梁底, 4, 4KN/m2q=<77.5×1.2+1.4×4>×1=98.6KN/mM=1/11×98.6×0.22=0.359KN.m3.1m梁高W=bh2/6=182×1000/6=5.4×104mm3mσ=м/w=0.359×106/5.4×104=6.65N/mm2<fmq=19.72KN/m满足强度要求.C、侧梁板的刚度验算

〔77.5+4>KN/m23200mm×4ω=kqL4/100EI,查《建筑施工计算手册》,k=0.967,图4I=183×1000/12=4.86×105mm4ω=0.967×98.6×2004/100×104×4.86×105=0.31mm<L/400=0.5mm,200mm×4D200mm设一道,80×80,,,本设计立500mm,,5,500mm×4

q=19.72KN/m-3-/7内容仅供参考5根据ω=kqL4/100EI≤L/400L=〔EI/4kq〕1/3查《设计手册》,K=0.644,I=bh3/12=3.4×106mm4,E=10000N/mm2L=<10000×3.4×106/4×0.644×19.72>1/3=874mm>500mm,满足要求.E、梁侧水平杆〔双钢管〕设计验算.考虑到荷载的实际情况,取最大值作为均匀荷载,立档所受到梁侧板的侧力〔200×500mm〕.o侧板传给立档的总力为：P=77.5×0.2×0.5=7.75KNoP所以在单位面积侧板传给立档的Po

为传给双水平钢管的P1P

集中力,按四等跨连PPPPPP续梁计算,计算简图为图6,计算水平杆的抗弯强度.PPPPPP200 2002P 400×42

1 1 1 1 1 16m以σ=м/w≤fmP12=1.5P,查《设计手册》f=205N/mm2,ω=5.08×103mm3P12M =0.2×1.5P

=0.775KN.mmax 1 1σ=7.75×105/5.08×103=152N/mm2<f=205N/mm2,满足要求.F、对拉螺杆验算对拉螺杆的横向距离为0.4m,竖向距离以最大距为0.5m,以最不利荷载为不利点,其承受的面积为：0.4×0.5=0.2m2.每根螺栓所承受的拉力为N=77.5×0.2=15.5KN本工程采用直径为φ14mm22.5mm.mA=π〔14-2.5〕2/4=103.86mm2,f =215N/mm2m螺栓所能承受的轴力,103.86×215=22332N=22.33KN>15.5KN,满足要求.〔3〕梁底模的计算〔梁底搭设见图2〕18mm胶板,,250mm一道,中间层为在梁底宽度X围内每200mm一道,底层为450mm一道双枋木.由于梁底模板所承受的荷载与侧模〔最不利位置〕荷载相同,底模的支点比侧模多,所以梁底模板可免验算.A、荷载计算450×3100mm,0.15KN/m,凝土自重：34.87KN/m,钢筋4KN/m,混凝土施工荷载4KN/m.总荷载：Q=1.2×<0.15+34.87+3>+1.4×4=51.22KN/m.B、顶层枋木设置的验算〔每200mm一道〕,可按5跨连续梁计算：ω=kgL4/100EI<L/400,K=0.644<前面已查得>,L=〔EI/4Kg〕1/3,其中E=6000N/mm4,I=bh3/12=18×4503/12=1.37×108mm4L=<6000×1.37×108/4×0.644×51.22>1/3=867mm>200mm,满足要求.C、中间层枋木间距的验算顶层枋木每条传给二层枋木的荷载为51.22KN/m〔最不利〕,梁长方向设置6,每条中至中距离为240mm一道.那顶层枋木同时传给层枋木的力〔二层枋木每条所受的力〕为：q=51.22×0.24=12.29KN/m.而三层枋木的支点距离为0.9m〔双枋木〕,ν =1/2qL=0.5×12.29×2×0.45=5.53KNmaxmaxZ max

v=1.5N/mm2,vM =1/2qL2=0.5×12.29×0.92=4.97KN.m,W=bh2/b=853333mm3maxmσ=4.97×106/853333=5.8N/mm2<fm满足要求.D、底层枋木的间距验算

=15N/mm2,排距为900mm一道,C5.53KN,7,5.53×6×1=33.18KN/m,保安全,取中间单跨来计算：1751000

175q=13.08KN/mR2q=13.08KN/mR2450450450R1200 730图7 取单跨R1=R2=1/2qL=7.47KNM =qL2/8=33.18×0.452/8=0.84KN.mmaxmaxmax=V =7.47KN,Z maxmax=

v=1.5N/mm2,vv而本工程采用双枋木一起承受,所以1.75×1/2<f,满足要求.v〔4〕计算钢管支撑以CKL11钢筋混凝土：0.45×3.1×25=34.88KN/m2,施工荷载：4KN/m2,材料自重：0.15KN/m2,梁X0.15KN/m2,总荷载：〔34.88+0.15×2〕×1.2+4×1.4=47.87KN,450mm,900mm900mm4,.oA得λ=L/i=1.2×1.2×103/15.8=91,<1.2,i=15.8>o所以查表ψ=0.654,A=4.89×102mm247.8210/0.6544.891024=37.38<f=2150.58<考虑到钢管抗力不稳定系B、扣件抗滑计算ν≤［ν］,前面计算得出条立杆总要承受的压力为47.82KN,N=47.82×1/4=11.955<［ν］=8KN不符合要求,力不到,加固办法：a、利用立杆与纵横杆〔最顶一道〕的交接处扣件互互相接,相互作用.b、在最顶一层的扣件底另加一扣件紧顶该上面扣件,让二个扣件一起作用.c、把大梁混凝土分二次浇捣.本方案决定同时采用以上三种做法一起,但考虑扣件受力不均匀系数取0.6,〔在每条立杆上有三个扣件一起作用,计算不考虑第cN=11.955KN<8×3×0.6=14.4KN.〔5〕楼面强度校核±0.000层楼板校核：A、荷载计算〔0.9×1.35m有四条立杆,取该面积来校核〕.<0.9×1.35>=39.35KN/m24×15+13×4×3.84/0.9×1.35+0.15=3.69±0.000层楼板自重：0.22×25=5.5KN/m2共计：48.54KN/m2化成线荷载为48.54KN/m.BK~1/G×13~251m,因为±0.000,,取计算跨度的跨9300mm的4.65m为计算长度,M=qL2/10,预应1m3条,15.24mm的钢丝胶,每条面积计算公式如下：40π115.242/4=182.41mm2,3547.24mm,3~4,340A面积A1混凝土.

=547.24×3=1641.73mm2,板内另配筋普通钢筋φ10150,