28满堂脚手架施工方案

满堂红钢管支撑施工方案-1-一、工程概况该层板面标高为15.87m，地面标高为±0.000，该层高为15.87m。该处楼板的总投影面积为：350m2，为梁式楼板，板厚为180mm，最大的梁截面尺寸为450×3100mm，其他的梁截面面积均在0.9m2之内，本层模板的支撑系统用φ48×3.5的钢管搭设，主杆布置为：在K轴的CKL（1）及梁截面面积大于0.7m2以上的立杠用四排450×900mm的间距布置、其他的为900×900mm一道布置立杆。纵横水平杆沿立杆垂直方向每1.2m一道，用扣件互互相连（见搭设平面图1）。二、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。三、搭设方法见平面布置图1四、拆除工艺见外排栅的拆除工艺五、质量、安全保证措施按照外排栅的方案进行六、混凝土浇捣方法：于K轴的CKL1梁过深（3.1m），项目设计有关人员及监理公司商量，决定对CKL1梁分二次浇筑完成，第一次浇筑至中和轴，第一次浇筑完在混凝土初凝前，必对混凝土面插毛及需对混凝土面插φ10@200L=600mm双排钢筋。让新浇混凝土与旧混凝土有更好的接触间，当第一次浇完混凝土的3天后再进行浇筑第二次混凝土。七、荷载计算计算以K轴的CKL1梁为例（搭设时的架子如梁的截面面积大于0.7m2以本计算书同样搭设。现取材料自重为0.15KN/m2，钢筋混凝土为25KN/m2，施工荷载为4KN/m2。1、模板系统计算：（1）材料截面、性能常数满堂红钢管支撑施工方案-2-表中数据由《设计手册》查得。（2）梁侧模板计算以CKL1梁高为准，以图2剖面，梁侧板为18mm胶板，立档为200mm一道，立档外侧用双水平钢管卡紧，每侧6道双排水平钢管。每侧每排设置6道（排距每400mm）对拉螺栓（见图2）。A、梁侧模板的标准荷载，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Fa=0.22rctB1B2V1/2,Fa=0.22×25×200/(50+15)×1×1.2×251/2=102KN/m2，Fb=RcH=25×3.1=77.5KN/m2，取二者的小值，取F=77.5KN/m2为计算值。B、梁侧模板的强度验算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计算，见计算图4，取梁底1m宽为最不利位置计算：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=5.4×104mm3（77.5+4)KN/m2σ=м/w=0.359×106/5.4×104=6.65N/mm2fm=11N/mm2图3q=19.72KN/m满足强度要求。C、侧梁板的刚度验算200mm×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=0.31mmL/400=0.5mm，满足要求。D、立档（梁侧板的竖枋间距为每200mm设一道，立档采用80×80的枋木序号材料名称规格（mm）弹性模量（E·N/mm4）Fv(N/mm2)Fm(N/mm2)1夹板18×1800×1860001.25112枋木80×80×2000100001.513满堂红钢管支撑施工方案-3-验算枋木的挠度，该荷载为三角形，以最大值作为均荷载设计，本设计立档最大距离（对拉螺杆二支点距离）为500mm，以四跨为计算，其受力见图5，q=19.72KN/m500mm×4图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=874mm500mm，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）。侧板传给立档的总力为：Po=77.5×0.2×0.5=7.75KN所以在单位面积侧板传给立档的Po为传给双水平钢管的P1集中力，按四等跨连续梁计算，计算简图为图6，计算水平杆的抗弯强度。200200P1P1P1P1P1P1P2400×4图6以σ=м/w≤fmP2=1.5P1，查《设计手册》f=205N/mm2，ω=5.08×103mm3Mmax=0.2×1.5P1-0.2P1=0.775KN.mσ=7.75×105/5.08×103=152N/mm2f=205N/mm2，满足要求。F、对拉螺杆验算满堂红钢管支撑施工方案-4-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φ14mm对拉螺栓净截面面积为扣除纹高为2边2.5mm。A=π（14-2.5）2/4=103.86mm2，fm=215N/mm2螺栓所能承受的轴力，103.86×215=22332N=22.33KN15.5KN，满足要求。（3）梁底模的计算（梁底搭设见图2）梁底采用18mm胶板，设置三层枋木，顶层枋木垂直梁底面每250mm一道，中间层为在梁底宽度范围内每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、荷载计算以450×3100mm梁为计算（把荷载转化成线荷载），材料自重：0.15KN/m，混凝土自重：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=kgL4/100EIL/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=867mm200mm，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），而二层平行梁长方向设置6条枋木，每条中至中距离为240mm一道。那顶层枋木同时传给2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），νmax=1/2qL=0.5×12.29×2×0.45=5.53KNZmax=3ν/2bh=3×5.53×103/2×80×80=1.296N/mm2fv=1.5N/mm2，Mmax=1/2qL2=0.5×12.29×0.92=4.97KN.m，W=bh2/b=853333mm3σ=4.97×106/853333=5.8N/mm2fm=15N/mm2满足要求。满堂红钢管支撑施工方案-5-D、底层枋木的间距验算本工程设计为双枋木，排距为900mm一道，而二层枋木传给底层枋木由C点计得其每条枋木的最大轴力为5.53KN，计算图7，底层每条枋木所完二层传来的总力（化成线载）为5.53×6×1=33.18KN/m，为确保安全，取中间单跨来计算：1751000q=13.08KN/m175q=13.08KN/m450450450R1200730R2图7取单跨R1=R2=1/2qL=7.47KNMmax=qL2/8=33.18×0.452/8=0.84KN.mVmax=7.47KN，Zmax=3ν/2bh=1.75N/mm2fv=1.5N/mm2，而本工程采用双枋木一起承受，所以1.75×1/2fv，满足要求。（4）计算钢管支撑以CKL1为准：（计算1m2长梁内及板的荷载）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，梁范围之外的板重：（板厚150mm）取0.15KN/m2，总荷载：（34.88+0.15×2）×1.2+4×1.4=47.87KN,现场使用立杆距离为450mm，横距为900mm一道（每900mm长方向内有4条立杆支撑），不考虑风荷载。A、立杆稳定性验算：N/ψAf，得λ=Lo/i=1.2×1.2×103/15.8=91，(其中取计算长度系数为1.2，i=15.8)满堂红钢管支撑施工方案-6-所以查表ψ=0.654,A=4.89×102mm2则：47.82×103/0.654×4.89×102×4=37.38f=215×0.582(考虑到钢管抗力不稳定系数)，满足稳定性。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，所以一个扣件的抗滑力不到，抗滑需加固。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c项做法）。则N=11.955KN8×3×0.6=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）。立杆传来的：11.955×4/(0.9×1.35)=39.35KN/m2支撑体系及模板体系：（4×15+13×4）×3.84/0.9×1.35+0.15=3.69KN/m2±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。B、取首层K~1/G×13~25轴处的1m宽板为计算单元，因为±0.000层楼板为无梁板楼盖的预应力楼板，取计算长度为跨中板带，取计算跨度的跨9300mm的一半为计算长度，以4.65m为计算长度，考虑周围结构的作用，取M=qL2/10，满堂红钢管支撑施工方案-7-预应力配筋1m宽为3条，直径15.24mm的钢丝胶，每条面积计算公式如下：π115.242/4=182.41mm2，3条面积为547.24mm，因为预应筋的强度比普通钢筋强度大3~4倍（设计员钟智斌工程师提供的系数），现取3倍化成为普通钢筋面积A1=547.24×3=1641.73mm2，板内另配筋普通钢筋φ10@150，板厚200mm，C40混凝土。A2=7π×102/4=550mm2，共计As=2191mm2，C40的fcm=21.5N/mm2，fy=210N/mm2，因为Mu=fyAs(ho-fyAs/2fcmb)=qL2/10所以q=33.83KN/m48.54KN/m不满足强度要求，需对±0.000层楼板加固，荷载为48.54-33.89=14.65kN/m加固方法：在对应五层截面面积大于0.7m2以上的梁位且沿梁位方向每900mm加设二道钢管回顶（两道的距离为1m），上下端加上下托设枋木。