外脚手架方案与设计

附件二外脚手架方案与设计方案：本工程采用悬挑式钢管脚手架，钢管挑架取6层，立杆纵向距离1.5m,横向距离1.2m，步距1.8m,在立杆横距间共设置5根大横杆，对角节点设置剪刀撑。一、荷载计算取立杆纵距为1.5m,步距为1.8m，横距为1.2m为一个计算单元钢管挑架取6层，共2.86/1.8=9.5步，再增加二步，计算荷载按11.5步计算。1、恒载计算双排立杆：1.8238.4=138.24N大横杆：1.5538.4=228N小横杆：1.3138.4=49.92N剪刀撑：1.5238.4=81.45N扣件：81.5=120N/m钢片：1.51.090=135N安全网：51.51.8=13.5N连墙杆：0.538.4=19.2N合计845.31N所挑11.5步高度内的全部自重11.5845.31=9721.1N2、活载：在悬挑高度内允许两步架施工荷载(3000N/m2),动力系数1.5。1.30001.51.21.52=13500N内立杆承受活载：10.5+0.271.21.530002=6300N外立杆承受活载：0.51.21.530002=4500N3、荷载组合：恒载分项系数1.2,活载分项系数1.49721.1内排立杆：P内=1.2+63001.4=14652.7N29721.1外排立杆：P外=1.2+45001.4=12132.7N2二、验算1、受力分析LAD=0.32+2.82=2.816mLAB=1.32+2.82=3.087m2.82.8cos==0.994sin=0.109cos==0.9072.8163.0872.14652.70.3+12132.71.3Rcx==7203.0N2.8P内14652.7NAD===14741.2Ncos0.994NBC=Rcx－NADsin=7203.0－14741.20.109＝5632.6NP外12132.7NAB===13376.8Ncos0.9072、验算：采用公式σ=N/A，钢管选用483.5mm,A=4.89cm2,r=1.57W=5.98cm3(1)AD杆验算=L。/r=282/1.57=180[]=150长细比不满足要求，中间加设一拉杆。=180/2=90[]=150，查得=0.51714741.2则σ==58.3MPa[σ]=205Mpa0.5174.87100(2)AB杆验算=L。/r=310/1.57=198[]=150长细比不满足要求，在AB杆中间加设一水平拉杆，则=198/2=99[]=150，查得=0.4673.13376.8则σ==58.6MPa[σ]=205Mpa0.4674.89100(3)BC杆验算从略(方法同上)。钢管挑架施工大样图4.附件一模板工程施工方案与设计1、柱模板因本工程柱为异形柱，均包容在剪力墙内，故其模板同剪力墙模板一起安装，具体方案及计算详剪力墙。2、梁、板模板板底模、梁底模及梁侧模均采用1.8cm厚胶合板。梁侧模横、竖挡、斜支撑等采用5050方木。垂直支撑用48钢管搭设满堂架或用钢管琵琶撑。梁板底部支撑布置见梁板支撑布置图。布置方案有两种，一种为桁架与木楞配合使用，另一种为钢管与木楞配合使用。板底50100木楞间距不大于600,钢管或钢桁架间架不大于600,垂直支撑为钢管,间距900。梁底部支撑为两排钢管和琵琶撑间隔布置配合使用，或两排钢管琵琶撑，间距不大于800。钢管垂直支撑架在纵横两个方向上均设两道连结杆，使支撑形成整体，同时减小立杆计算长度，确保支撑系统的稳定性。梁侧模板顶端利用板底楞木作侧向支撑，底部横档钉牢在50100横旦或琵琶撑托木上。部分梁高度在9001800范围内,梁侧模需增加一道拉结螺栓10@400,拉结螺栓可在砼初凝后拆下回收使用。梁模安装前，先搭设满堂钢管支撑，在柱上定出梁中心线及梁底标高，安装底模并调整底模标高及起拱高度后固定。在梁底模安装无误后，1.绑扎梁钢筋，安装波纹管，然后安装侧模并加固，最后安装板底模。3、墙模板墙体模板采用1.8cm厚胶合板,竖档、横档、支撑采用50100方木。横竖档交接处用10穿墙螺栓加固。竖档间距400,横档间距600。内侧模用钢管对撑或斜撑加固，外侧模用钢管斜支撑加固。装墙模时，先弹出中心线及两边线，立内侧模，待钢筋绑扎完毕，清扫干净，经隐蔽检查合格后，再立外侧模板。模板立起后，用50500方木支撑固定。模板安装完成后，须派专人负责检查模板平整度、垂直度、支撑系统稳定性，尤其应注意检查预留洞、预埋件留设位置的准确性。4、模板及支撑系统强度验算(1)梁板模板及支撑验算:A)荷载计算:(取1m宽为计算单位)(a)板底荷载:取地下室顶板板厚200mm)砼自重:240.2=4.8KN/m钢筋重:1.10.2=0.22KN/m模板重:0.5KN/m施工荷载:2.5KN/m∑F=(4.8+0.22+0.5)1.2+2.51.4=10.13KN/m(b)LL7梁荷载:(2001200)砼自重:240.21.2=5.76KN/m2.钢筋重:1.50.21.2=0.36KN/m模板重:0.50.2=0.10KN/m施工荷载:20.2=0.40KN/m∑F=(5.76+0.36+0.10)1.2+0.41.4=8.03KN/m(C)LL8梁荷载:(1801800)砼自重:240.181.8=7.78KN/m钢筋重:1.50.181.8=0.486KN/m模板重:0.50.18=0.09KN/m施工荷载:20.18=0.36KN/mB)板底模及支撑验算(a)底模:1.8cm七夹板,木楞间距600mmMmax=0.107ql2=0.10710.130.62=0.391KN－mMmax0.391106σ===7.24N/mm2[σ]=11N/mm2W110001828(b)木楞强度验算50100方木,桁架或钢管横旦间距600,施工活载取1.5KN/m2。3.q=10.13－1.41=8.73KN/m1Mmax=ql281=8.730.628=0.39KN－mM0.39106σ===4.68[σ]=13N/mm2W15010026(c)板底钢管横旦验算立杆间距900mm,施工活载取1.0KN/m2。q=10.13－1.415＝8.03KN/mF=0.60.68.03=2.90KNMmax=0.2662900.9=0.694KN·mMmax0.694106σ===137[σ]=215N/mm2W5077.8(d)板底支撑验算N=8.030.600.9=4.34KN5.0KN每个扣件能承担荷载5.0KN。(e)板底支撑稳定性验算48钢管，t=3.5mm,计算高度l=3.7m,A=489mm2,i=15.74.L3700===235.7[]=150,中间设一拉杆i15.7235.7==1182查得=0.387N4.34103σ===22.9N/mm2[σ]=215N/mm2A0.387489C)梁度模及支撑验算(a)断面2001200LL7梁（I）底模：横且间距400，底模用1.8cm厚胶合板。Mmax=0.107ql2=0.1078.030.42=0.14KN－mMmax0.14106σ===22.9N/mm2[σ]=215N/mm2W12001826(II)横旦强度计算采用双钢管时，支撑间距800,中间加一道琵琶撑，双钢管间距为900。1Mmax=8.030.40.9028=0.32KN－m5.Mmax0.32106σ===3.84N/mm2[σ]=13N/mm2W15010026(III)支撑计算计算支撑时，施工荷载按1.0KN/m2计算F=8.03－1.40.2=12.43KN/m板下支撑传递半跨的荷载至梁支撑：q=8.03KN/m则每根钢管支撑承受垂直荷载：1N=(12.430.4+8.030.90.4)2=3.93KN[N]=5KN当板底支撑为桁架时，每根琵琶撑承受的垂直荷载N=12.430.4+8.033.30.4=15.57KN10插销A=78.5mm2插销为双剪N15.57103τ===99.2[τ]=170N/mm22A278.5(b)断面1801800(LL8梁)(I)底模：横旦间距300,底模用18mm,胶合板Mmax=0.107ql2=0.10710.530.32=0.10KN－m6.Mmax0.10106σ===10.3[σ]=13N/mm2W11801826(II)横旦采用双钢管时，钢管间距500。1Mmax=10.530.30.528=0.10KN·mMmax0.10106σ===1.20[σ]=13N/mm2W15010026(III)支撑计算计算支撑时，施工荷载按1.0KN/m2计算F=10.53－1.40.18=10.28KN/m板支撑为钢管满堂架时，板传递的荷载：q=8.03KN/m2每根钢管所承受荷载：1N=(10.280.3+8.030.90.3)2=2.6KN[N]=5KN次梁底支撑为琵琶撑时：N′=2W=22.6=5.2KN8插销,A=50mm2N5.2103τ===56[τ]=170N/mm22A2507.(c)梁底支撑稳定验算：据以上支撑系统计算，梁底单根钢管承受最大荷载为15.57KN,48钢管，t=3.5,计算高度2.1m,A=489mm2,i=15.7mm,L==134[]＝150,查得=0.328i(2)梁侧模强度计算：Ａ）梁高为1800mm。(a)侧压力计算：取浇筑速度V=2m/h,1=1.0,2=0.85200t0==4.44(h)30+15F=0.22ct012V½=0.22244.4410.852½=28.2KN/m2F=Ch=241.8=43.2KN/m2取二者最小值，F=28.2KN/m2振捣砼时产生的荷载F1=4KN/m2(b)侧模验算Mmax=0.107ql2=0.107(28.21.2+41.4)0.42=0.68KN－mMmax0.68106σ===12.6[σ]=13N/mm2W110001826(c)竖档验算：竖档采用50500松木，间距4008.1Mmax=(28.21.2+41.4)0.40.4528=0.40KN－mMmax0.40106σ===4.8[σ]=13N/mm2W15010026(d)拉结螺栓：拉结螺栓间距400。N=20.625ql=20.625(28.21.2+41.4)0.40.45=8.9KNN8.9106σ===114[σ]=170N/mm2A1024LL7梁的做法同LL8梁，不再做验算。(4)墙体模板计算A）侧压力计算（计算高度3.9m）F=0.22ct012V½200t0==4.44(h)30+15浇筑速度V=1.0m/h,取1=1.0,2=0.85F=0.22244.4410.851.0½=19.93KN/m2F=cH=243.9=93.6KN/m2取二者最小值,F=19.93KN/m29.F19.93有效压头高度,h===0.83c24倾倒砼时产生的荷载F1=2KN/m2,作用于有效压头范围内。FC=19.931.2=23.92KN/m2B)墙模强度计算竖档间距400,取四跨连续梁计算Mmax=0.10723.920.42=0.410KN－mMmax0.410106σ===7.59[σ]=11N/mm2W110001826C)竖档强度验算横档间距600q=0.423.92=9.57KN/mMmax=0.1079.570.62=0.37KN·mMmax0.37106