1、目 錄一.編制說明及依據(jù)1二.工程概況1三、支模排架搭設(shè)方法1四.材料要求2五地下室頂板過車加固鋼管支模排架計(jì)算書2六、 預(yù)板上臨時(shí)施工道路安全保障技術(shù)措施13七.加固排架的驗(yàn)收與保護(hù)13八安全措施及要求14九排架加固施工組織機(jī)構(gòu)及人員安排14一.編制說明及依據(jù)1、建筑施工扣件式鋼管腳手架安全技術(shù)規(guī)范（JGJ 130-2001，2002年版）2、建筑施工安全檢查標(biāo)準(zhǔn)（JGJ 59-99）3、鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范（GB500172002）4、 施工圖紙、本工程施工組織設(shè)計(jì)5、建筑施工腳手架實(shí)用手冊6、建筑施工手冊7、混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范（GB50010-2002）8、鋼結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范（GB50017-20

2、03）9、木結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范（GB50005-2003）10、建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范（GB50009-2001）11、冷彎薄壁型鋼結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)范(GB 50018-2002)12、建筑施工計(jì)算手冊汪正榮著13、建筑施工計(jì)算手冊二.工程概況深北鐵路客技站配套住宅，位于深圳市羅湖區(qū)，西側(cè)為寶崗路、北側(cè)為桃園路，東側(cè)為深北鐵路客技站。為三幢六棟34層現(xiàn)澆框剪結(jié)構(gòu)住宅樓，建筑高度99.9m，總計(jì)787戶，設(shè)停車位564個(gè)，建筑容積率5.5（含核增），綠化率35%?？傆玫孛娣e為13199.69, 其中建筑占地面積3189.05m2,項(xiàng)目總建筑面積93888.86m2。其中上部結(jié)構(gòu)建筑面積為72632.84m2,住宅

3、部分建筑面積為69940.41m2,架空休閑區(qū)建筑面積為1934.18m2,其他面積為758.25m2；設(shè)二層地下室，結(jié)構(gòu)形式為框支剪力墻結(jié)構(gòu)。三、支模排架搭設(shè)方法 1、 排架支撐形式 （1）采用 48×3.0腳手鋼管滿堂搭設(shè)，由立桿、水平桿、縱橫向剪刀撐等桿件組成受力體系，節(jié)點(diǎn)連接采用鑄鐵扣件。 （2）排架立桿橫向間距為600mm，縱向間距為600mm，排架步距為 1200mm，縱或橫水平桿與立桿采用雙扣件連接。 （3）在立桿離地面 200mm 處，設(shè)置縱向與橫向的掃地桿，以約束立桿水平位移。 （4）排架周邊凡有框架柱處，每步設(shè)一道拉結(jié)桿，采用鋼管與扣件對排架與框架柱進(jìn)行拉結(jié)。 （

4、5）為了保證排架的整體剛度與穩(wěn)定，排架內(nèi)每隔 23 步設(shè)一道水平剪刀撐，每隔3跨設(shè)一道縱向剪刀撐。（6）地下室頂板加固范圍（見下圖）：四.材料要求1.鋼管：采用DN48*3.5焊管，材質(zhì)應(yīng)符合GB/T13793或GB/T3092規(guī)定，質(zhì)量應(yīng)符合GB70079普通碳素結(jié)構(gòu)鋼技術(shù)要求中Q235A鋼要求。彎曲變形、銹蝕鋼管不得使用；腳手架鋼管每根最大質(zhì)量不應(yīng)大于25kg。2.扣件：扣件及其附件符合GB978-67可鍛鐵分類及技術(shù)條件>的規(guī)定，機(jī)械性能不低于KT338的可煅鑄鐵的制作性能，其附件的制造材料應(yīng)符合GB70079中A3鋼的規(guī)定，螺紋應(yīng)符合GB196-81普通螺紋的規(guī)定，墊圈應(yīng)符合GB

5、95-76墊圈的規(guī)定?？奂c鋼管的貼合面必須嚴(yán)格整形，保證鋼管扣緊時(shí)接觸良好，扣件活動(dòng)部位應(yīng)能靈活轉(zhuǎn)動(dòng)，旋轉(zhuǎn)扣件的旋轉(zhuǎn)面間隙小于1mm，扣件表面應(yīng)進(jìn)行防銹處理。腳手架采用的扣件，在螺栓擰緊扭力矩65Nm時(shí)，不得發(fā)生破壞。五地下室頂板過車加固鋼管支模排架計(jì)算書地下室頂板過車加固鋼管支模排架計(jì)算書計(jì)算參數(shù): 模板支架搭設(shè)高度為5.1m， 立桿的縱距 b=0.60m，立桿的橫距 l=0.60m，立桿的步距 h=1.20m。 面板厚度18mm，剪切強(qiáng)度1.4N/mm2，抗彎強(qiáng)度15.0N/mm2，彈性模量6000.0N/mm2。 木方80×60mm，間距300mm， 木方剪切強(qiáng)度1.6N/m

6、m2，抗彎強(qiáng)度13.0N/mm2，彈性模量9000.0N/mm2。 梁頂托采用100×100mm木方。 模板自重12.00kN/m2，混凝土鋼筋自重25.10kN/m3，施工活荷載46.00kN/m2。 扣件計(jì)算折減系數(shù)取1.00。 鋼管強(qiáng)度為205.0 N/mm2，鋼管強(qiáng)度折減系數(shù)取1.00。 圖1 樓板支撐架立面簡圖 圖2 樓板支撐架荷載計(jì)算單元 采用的鋼管類型為48×3.2。 （一）、模板面板計(jì)算 面板為受彎結(jié)構(gòu),需要驗(yàn)算其抗彎強(qiáng)度和剛度。模板面板的按照三跨連續(xù)梁計(jì)算。 靜荷載標(biāo)準(zhǔn)值 q1 = 25.100×0.180×0.600+12.000&#

7、215;0.600=9.911kN/m 活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 q2 = (1.000+45.000)×0.600=27.600kN/m 面板的截面慣性矩I和截面抵抗矩W分別為: 本算例中，截面慣性矩I和截面抵抗矩W分別為: 截面抵抗矩 W = 32.40cm3； 截面慣性矩 I = 29.16cm4； (1)抗彎強(qiáng)度計(jì)算 f = M / W < f 其中 f 面板的抗彎強(qiáng)度計(jì)算值(N/mm2)； M 面板的最大彎距(N.mm)； W 面板的凈截面抵抗矩； f 面板的抗彎強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，取15.00N/mm2； M = 0.100ql2 其中 q 荷載設(shè)計(jì)值(kN/m)； 經(jīng)計(jì)算得到 M =

8、 0.100×(1.20×9.911+1.40×27.600)×0.300× 經(jīng)計(jì)算得到面板抗彎強(qiáng)度計(jì)算值 f = 0.455×1000×1000/32400=14.037N/mm2 面板的抗彎強(qiáng)度驗(yàn)算 f < f,滿足要求! (2)撓度計(jì)算 v = 0.677ql4 / 100EI < v = l / 250 面板最大撓度計(jì)算值 v = 0.677×9.911×3004/(100×6000×291600)=0.311mm 面板的最大撓度小于300.0/250,滿足要求!

9、（二）、模板支撐木方的計(jì)算 木方按照均布荷載計(jì)算。 1.荷載的計(jì)算 (1)鋼筋混凝土板自重(kN/m)： q11 = 25.100×0.180×0.300=1.355kN/m (2)模板的自重線荷載(kN/m)： q12 = 12.000×0.300=3.600kN/m (3)活荷載為施工荷載標(biāo)準(zhǔn)值與振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載(kN/m)： 經(jīng)計(jì)算得到，活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 q2 = (45.000+1.000)×0.300=13.800kN/m 靜荷載 q1 = 1.20×1.355+1.20×3.600=5.946kN/m 活荷載 q2 =

10、1.40×13.800=19.320kN/m 計(jì)算單元內(nèi)的木方集中力為(19.320+5.946)×0.600=15.160kN 2.木方的計(jì)算 按照三跨連續(xù)梁計(jì)算，最大彎矩考慮為靜荷載與活荷載的計(jì)算值最不利分配的彎矩和，計(jì)算公式如下: 均布荷載 q = 15.160/0.600=25.266kN/m 最大彎矩 M = 0.1ql2=0.1×25.27×0.60× 最大剪力 Q=0.6×0.600×25.266=9.096kN 最大支座力 N=1.1×0.600×25.266=16.676kN 木方的截面

11、力學(xué)參數(shù)為 本算例中，截面慣性矩I和截面抵抗矩W分別為: 截面抵抗矩 W = 48.00cm3； 截面慣性矩 I = 144.00cm4； (1)木方抗彎強(qiáng)度計(jì)算 抗彎計(jì)算強(qiáng)度 f=0.910×106/48000.0=18.95N/mm2 木方的抗彎計(jì)算強(qiáng)度大于13.0N/mm2,不滿足要求! (2)木方撓度計(jì)算 均布荷載通過上面變形受力圖計(jì)算的最大支座力除以跨度得到4.955kN/m 最大變形 v =0.677×4.955×600.04/(100×9000.00×1440000.0)=0.335mm 木方的最大撓度小于600.0/250,滿足

12、要求! （三）、托梁的計(jì)算 托梁按照集中與均布荷載下多跨連續(xù)梁計(jì)算。 集中荷載取木方的支座力 P= 16.676kN 均布荷載取托梁的自重 q= 0.096kN/m。 托梁計(jì)算簡圖 托梁彎矩圖(kN.m) 托梁剪力圖(kN) 變形的計(jì)算按照規(guī)范要求采用靜荷載標(biāo)準(zhǔn)值，受力圖與計(jì)算結(jié)果如下： 托梁變形計(jì)算受力圖 托梁變形圖(mm) 經(jīng)過計(jì)算得到最大彎矩 經(jīng)過計(jì)算得到最大支座 F= 37.167kN 經(jīng)過計(jì)算得到最大變形 V= 0.141mm 頂托梁的截面力學(xué)參數(shù)為 本算例中，截面慣性矩I和截面抵抗矩W分別為: 截面抵抗矩 W = 166.67cm3； 截面慣性矩 I = 833.33cm4； (1

13、)頂托梁抗彎強(qiáng)度計(jì)算 抗彎計(jì)算強(qiáng)度 f=2.254×106/166666.7=13.52N/mm2 頂托梁的計(jì)算強(qiáng)度大于13.0N/mm2,不滿足要求! (2)頂托梁抗剪計(jì)算 可以不計(jì)算 截面抗剪強(qiáng)度必須滿足: T = 3Q/2bh < T 截面抗剪強(qiáng)度計(jì)算值 T=3×20462/(2×100×100)=3.069N/mm2 截面抗剪強(qiáng)度設(shè)計(jì)值 T=1.60N/mm2 頂托梁的抗剪強(qiáng)度計(jì)算不滿足要求! (3)頂托梁撓度計(jì)算 最大變形 v =0.141mm 頂托梁的最大撓度小于600.0/250,滿足要求! （四）、模板支架荷載標(biāo)準(zhǔn)值(立桿軸力) 作

14、用于模板支架的荷載包括靜荷載、活荷載和風(fēng)荷載。 1.靜荷載標(biāo)準(zhǔn)值包括以下內(nèi)容： (1)腳手架的自重(kN)： NG1 = 0.122×5.050=0.617kN (2)模板的自重(kN)： NG2 = 12.000×0.600×0.600=4.320kN (3)鋼筋混凝土樓板自重(kN)： NG3 = 25.100×0.180×0.600×0.600=1.627kN 經(jīng)計(jì)算得到，靜荷載標(biāo)準(zhǔn)值 NG = (NG1+NG2+NG3)= 6.564kN。 2.活荷載為施工荷載標(biāo)準(zhǔn)值與振搗混凝土?xí)r產(chǎn)生的荷載。 經(jīng)計(jì)算得到，活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 NQ

15、= (45.000+1.000)×0.600×0.600=16.560kN 3.不考慮風(fēng)荷載時(shí),立桿的軸向壓力設(shè)計(jì)值計(jì)算公式 N = 1.20NG + 1.40NQ （五）、立桿的穩(wěn)定性計(jì)算 不考慮風(fēng)荷載時(shí),立桿的穩(wěn)定性計(jì)算公式為： 其中 N 立桿的軸心壓力設(shè)計(jì)值，N = 31.06kN i 計(jì)算立桿的截面回轉(zhuǎn)半徑，i=1.59cm； A 立桿凈截面面積，A=4.501cm2； W 立桿凈截面模量(抵抗矩),W=4.729cm3； f 鋼管立桿抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值，f = 205.00N/mm2； a 立桿上端伸出頂層橫桿中心線至模板支撐點(diǎn)的長度，a=0.30m； h 最大步距，

16、h=1.20m； l0 計(jì)算長度，取1.200+2×0.300=1.800m； 由長細(xì)比，為1800/16=113； 軸心受壓立桿的穩(wěn)定系數(shù),由長細(xì)比 l0/i 查表得到0.497； 經(jīng)計(jì)算得到=31061/(0.497×450)=138.943N/mm2； 不考慮風(fēng)荷載時(shí)立桿的穩(wěn)定性計(jì)算 < f,滿足要求! 考慮風(fēng)荷載時(shí),立桿的穩(wěn)定性計(jì)算公式為： 風(fēng)荷載設(shè)計(jì)值產(chǎn)生的立桿段彎矩 MW計(jì)算公式 MW=1.4Wklal02/8-Prl0/4 風(fēng)荷載產(chǎn)生的內(nèi)外排立桿間橫桿的支撐力 Pr計(jì)算公式 Pr=5×1.4Wklal0/16 其中 Wk 風(fēng)荷載標(biāo)準(zhǔn)值(kN/m

17、2)； Wk=0.300×1.200×0.800=0.288kN/m2 h 立桿的步距，1.20m； la 立桿迎風(fēng)面的間距，0.60m； lb 與迎風(fēng)面垂直方向的立桿間距，0.60m； 風(fēng)荷載產(chǎn)生的內(nèi)外排立桿間橫桿的支撐力 Pr=5×1.4×0.288×0.600×； 風(fēng)荷載產(chǎn)生的彎矩 Mw=1.4×0.288×0.600×1.800×1.800/8-0.136×； Nw 考慮風(fēng)荷載時(shí)，立桿的軸心壓力最大值； Nw=1.2×6.564+0.9×1.4×1

18、6.560+0.9×1.4×0.037/0.600=28.819kN 經(jīng)計(jì)算得到=28819/(0.497×450)+37000/4729=135.910N/mm2； 考慮風(fēng)荷載時(shí)立桿的穩(wěn)定性計(jì)算 < f,滿足要求! 風(fēng)荷載作用下的內(nèi)力計(jì)算 架體中每個(gè)節(jié)點(diǎn)的風(fēng)荷載轉(zhuǎn)化的集中荷載 w =0.288×0.600×1.200=0.207kN 節(jié)點(diǎn)集中荷載w在立桿中產(chǎn)生的內(nèi)力 wv=1.200/0.600×0.207=0.415kN 節(jié)點(diǎn)集中荷載w在斜桿中產(chǎn)生的內(nèi)力 ws=(1.200×1.200+0.600×0.6

19、00)1/2/0.600×0.207=0.464kN 支撐架的步數(shù) n=4 節(jié)點(diǎn)集中荷載w在立桿中產(chǎn)生的內(nèi)力和為0.464+(4.000-1)×0.464=1.855kN 節(jié)點(diǎn)集中荷載w在斜桿中產(chǎn)生的內(nèi)力和為4.000×0.415=1.659kN 架體自重為0.617kN 節(jié)點(diǎn)集中荷載w在斜桿中產(chǎn)生的內(nèi)力和大于架體自重,不滿足要求! （六）、樓板強(qiáng)度的計(jì)算 1.計(jì)算樓板強(qiáng)度說明 驗(yàn)算樓板強(qiáng)度時(shí)按照最不利考慮,樓板的跨度取2.50m，樓板承受的荷載按照線均布考慮。 寬度范圍內(nèi)配筋3級鋼筋，配筋面積As=900.0mm2，fy=360.0N/mm2。 板的截面尺寸為

20、b×h=2500mm×120mm，截面有效高度 h0=100mm。 按照樓板每30天澆筑一層，所以需要驗(yàn)算30天、60天、90天.的 承載能力是否滿足荷載要求，其計(jì)算簡圖如下： 2.計(jì)算樓板混凝土30天的強(qiáng)度是否滿足承載力要求 樓板計(jì)算長邊2.50m，短邊2.50×1.00=2.50m， 樓板計(jì)算范圍內(nèi)擺放5×5排腳手架，將其荷載轉(zhuǎn)換為計(jì)算寬度內(nèi)均布荷載。 第2層樓板所需承受的荷載為 q=1×1.20×(12.00+25.10×0.18)+ 1×1.20×(0.62×5×5/2.50/

21、2.50)+ 1.40×(1.00+45.00)=87.19kN/m2 計(jì)算單元板帶所承受均布荷載q=2.50×87.19=217.96kN/m 板帶所需承擔(dān)的最大彎矩按照四邊固接雙向板計(jì)算 Mmax=0.0513×ql2=0.0513×217.96×2.502 按照混凝土的強(qiáng)度換算 得到30天后混凝土強(qiáng)度達(dá)到102.07%，C30.0混凝土強(qiáng)度近似等效為C30.6。 混凝土彎曲抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值為fcm=14.60N/mm2 則可以得到矩形截面相對受壓區(qū)高度： = Asfy/bh0fcm = 900.00×360.00/(2500.00

22、×100.00×14.60)=0.09 查表得到鋼筋混凝土受彎構(gòu)件正截面抗彎能力計(jì)算系數(shù)為 s=0.085 此層樓板所能承受的最大彎矩為： M1=sbh02fcm = 0.085×2500.000×100.0002×14.6×10-6 結(jié)論：由于Mi = 31.02=31.02 < Mmax=69.88 所以第30天以后的樓板樓板強(qiáng)度和不足以承受以上樓層傳遞下來的荷載。 第2層以下的模板支撐必須保存。 3.計(jì)算樓板混凝土60天的強(qiáng)度是否滿足承載力要求 樓板計(jì)算長邊2.50m，短邊2.50×1.00=2.50m， 樓板計(jì)

23、算范圍內(nèi)擺放5×5排腳手架，將其荷載轉(zhuǎn)換為計(jì)算寬度內(nèi)均布荷載。 第3層樓板所需承受的荷載為 q=1×1.20×(12.00+25.10×0.18)+ 1×1.20×(12.00+25.10×0.12)+ 2×1.20×(0.62×5×5/2.50/2.50)+ 1.40×(1.00+45.00)=108.16kN/m2 計(jì)算單元板帶所承受均布荷載q=2.50×108.16=270.41kN/m 板帶所需承擔(dān)的最大彎矩按照四邊固接雙向板計(jì)算 Mmax=0.0513&#

24、215;ql2=0.0513×270.41×2.502 按照混凝土的強(qiáng)度換算 得到60天后混凝土強(qiáng)度達(dá)到122.87%，C30.0混凝土強(qiáng)度近似等效為C36.9。 混凝土彎曲抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值為fcm=17.59N/mm2 則可以得到矩形截面相對受壓區(qū)高度： = Asfy/bh0fcm = 900.00×360.00/(2500.00×100.00×17.59)=0.07 查表得到鋼筋混凝土受彎構(gòu)件正截面抗彎能力計(jì)算系數(shù)為 s=0.077 此層樓板所能承受的最大彎矩為： M2=sbh02fcm = 0.077×2500.000×

25、100.0002×17.6×10-6 結(jié)論：由于Mi = 31.02+33.87=64.89 < Mmax=86.70 所以第60天以后的樓板樓板強(qiáng)度和不足以承受以上樓層傳遞下來的荷載。 第3層以下的模板支撐必須保存。 4.計(jì)算樓板混凝土90天的強(qiáng)度是否滿足承載力要求 樓板計(jì)算長邊2.50m，短邊2.50×1.00=2.50m， 樓板計(jì)算范圍內(nèi)擺放5×5排腳手架，將其荷載轉(zhuǎn)換為計(jì)算寬度內(nèi)均布荷載。 第4層樓板所需承受的荷載為 q=1×1.20×(12.00+25.10×0.18)+ 2×1.20×(

26、12.00+25.10×0.12)+ 3×1.20×(0.62×5×5/2.50/2.50)+ 1.40×(1.00+45.00)=129.14kN/m2 計(jì)算單元板帶所承受均布荷載q=2.50×129.14=322.85kN/m 板帶所需承擔(dān)的最大彎矩按照四邊固接雙向板計(jì)算 Mmax=0.0513×ql2=0.0513×322.85×2.502 按照混凝土的強(qiáng)度換算 得到90天后混凝土強(qiáng)度達(dá)到135.04%，C30.0混凝土強(qiáng)度近似等效為C40.5。 混凝土彎曲抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值為fcm=19.3

27、1N/mm2 則可以得到矩形截面相對受壓區(qū)高度： = Asfy/bh0fcm = 900.00×360.00/(2500.00×100.00×19.31)=0.07 查表得到鋼筋混凝土受彎構(gòu)件正截面抗彎能力計(jì)算系數(shù)為 s=0.067 此層樓板所能承受的最大彎矩為： M3=sbh02fcm = 0.067×2500.000×100.0002×19.3×10-6 結(jié)論：由于Mi = 31.02+33.87+32.34=97.22 < Mmax=103.52 所以第90天以后的樓板樓板強(qiáng)度和不足以承受以上樓層傳遞下來的荷載。

28、 第4層以下的模板支撐必須保存。 5.計(jì)算樓板混凝土120天的強(qiáng)度是否滿足承載力要求 樓板計(jì)算長邊2.50m，短邊2.50×1.00=2.50m， 樓板計(jì)算范圍內(nèi)擺放5×5排腳手架，將其荷載轉(zhuǎn)換為計(jì)算寬度內(nèi)均布荷載。 第5層樓板所需承受的荷載為 q=1×1.20×(12.00+25.10×0.18)+ 3×1.20×(12.00+25.10×0.12)+ 4×1.20×(0.62×5×5/2.50/2.50)+ 1.40×(1.00+45.00)=150.12kN/

29、m2 計(jì)算單元板帶所承受均布荷載q=2.50×150.12=375.30kN/m 板帶所需承擔(dān)的最大彎矩按照四邊固接雙向板計(jì)算 Mmax=0.0513×ql2=0.0513×375.30×2.502 按照混凝土的強(qiáng)度換算 得到120天后混凝土強(qiáng)度達(dá)到143.67%，C30.0混凝土強(qiáng)度近似等效為C43.1。 混凝土彎曲抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值為fcm=20.34N/mm2 則可以得到矩形截面相對受壓區(qū)高度： = Asfy/bh0fcm = 900.00×360.00/(2500.00×100.00×20.34)=0.06 查表得到鋼筋混凝土受彎構(gòu)件正截面抗彎能力計(jì)算系數(shù)為 s=0.067 此層樓板所能承受的最大彎矩為： M4=sbh02fcm = 0.067×2500.000