模板工程施工方案0326修林发.docx

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模板工程施工方案0326修林发

模板工程施工方案

一、工程概况

1、工程建设简介

工程名称

东莞林发家电子有限公司厂房一、宿舍C、D

建设地点

东莞市沙田镇穗丰年村

建设单位

东莞林发电子有限公司

设计单位

东莞市莞业建筑设计院

建筑结构类型

框架结构

承包范围

土建部份

工程质量要求

“达到市优，争创省优”

承包方式

实行包工包料大包干

2、建筑概况

本厂区工程分为1栋厂房和两栋宿舍：

厂房一占地面积2909.25㎡；总面积11833.24m2；层数4层；宿舍C占地面积567.6㎡；建筑总面积：

3587.24㎡；层数6层；宿舍D占地面积567.6㎡；建筑总面积：

3587.24㎡；层数6层；均采用框架结构形式，属于三类多层建筑，建筑物年限：

主体50年，维护结构15年；耐火等级为二级，抗震烈度按7度设防。

本工程的模板及支撑方案以《建筑施工门式钢管脚手架安全技术规范》（JGJ128—2000、J43—2000）、《建筑施工手册》、《混凝土结构工程施工质量验收规范》（GB50204—2002）、《实用建筑工程师手册》工程设计图纸为依据编制而成。

二、模板及支架计算

1）楼面板支撑架设计及计算

初步设定模板支撑架立杆间距为1200 mm×1200mm（计算立杆间距、荷载按最不利情况考虑），步距为1.5米。

①荷载

模板自重：

5×0.05×1.2=0.3KN/m2

支架自重：

［0.0384×（3+4.8）+0.015×4］/1.44×1.2=0.3KN/m2

混凝土自重：

24×0.15×1.2=4.32 KN/m2

钢筋自重：

0.5×1.2=0.6 KN/m2

施工人员及施工设备荷载：

1×1.4=1.4KN/m2

振捣混凝土时产生的荷载2.0×1.4=2.8KN/m2

② 每根立杆承受的荷载为（0.3+0.3+4.32+0.6+1.4+2.8）×1.44=14KN

③ 立杆稳定性验算

          N/ψA＜fC

A—立杆截面为423.9mm2

ψ—轴心受压构件稳定系数。

d2+d12

i=31.89mm

 λ=l/i=μl0/i=1.4×1500/31.89=65.85

查表得：

ψ=0.85875

σ= N/ψA=14000/0.85875×423.9=38.5N/mm2＜205 N/mm2

2）取厂房一KZLno1为计算对象，梁截面300×900，取板厚150毫米梁段为计算对象，门架垂直于梁轴线设置，间距为600。

1、底模计算

用18mm厚胶合板。

fm=11N/mm2，fv=1.5N/mm2

搁栅间距按100mm取值。

（1）荷载计算

钢筋砼自重：

25×0.7×1.4=24.5

底模自重:

5×0.7×0.018=0.063

合计：

24.563KN/m

施工荷载：

3×0.7=2.1

振捣砼产生荷载：

2×0.7=1.4

合计：

3.5（KN/m）

（2）强度验算

因为搁栅间距为0.1m，所以底模为跨度0.1m的多跨等跨连续梁，为简化计算，按最大弯矩M=0.125ql2，最大剪力V=0.625qL，最大挠度=qL4/100EI计算：

q=0.9×（24.563×1.2+3.5×1.4）=30.94（KN/m）

M=0.125×30.94×0.12=0.039KNm

=6M/bh2=（6×0.039×106）/（700×182）=1.03

（满足要求）

v=0.625ql=0.625×30.94×0.1=1.934（KN）

τ=1.5v/bh=（1.5×1.934×103）/（600×18）=0.27

（满足要求）

（3）挠度验算

E=9000N/mm2，[]=L/400

qk=24.563+3.5=28.063（KN/m）

=qkl4/100EI=（28.063×1004×12）/（100×9000×700×183）=0.009

2、侧模计算

立档距间取300

（1）荷载计算

新浇砼对模板的侧压力标准值

设T=30C，1=1.2，2=1.15，V=2m/h，t=200/（T+15），rC=24KN/m3

F1=0.22c12V1/2T0

=0.22×24×1.2×1.15×21/2×200/（30+15）

=45.8（KN/m2）

F2=cH=24×1.4=33.6（KN/m2）

取较小值F2=33.6KN/m2

振捣砼产生的侧压力4KN/m2

（2）强度验算

q1=0.9×（33.6×1.2+4×1.4）=41.33（KN/m2）

因为立档间距为300mm，所以侧模为跨度0.3m的多跨等跨连续梁，化为线荷载q=1.232×41.33=50.92KN/m。

M=0.125ql2=0.125×50.92×0.32=0.573KNm

=6M/bh2=（6×0.573×106）/（1232×182）=8.61

v=0.625ql=0.625×50.92×0.3=9.55（KN）

τ=1.5v/bh=（1.5×9.55×103）/（1232×18）=0.65

（3）挠度验算

qk1=33.6+4=37.6（KN/m2），化为线荷载qk=1.232×qk1=1.232×37.6=46.32（KN/m）

=qkl4/100EI=（46.32×3004×12）/（100×9000×1232×183）

=0.7<300/400=0.75（mm）（满足要求）

3、搁栅计算，采用80×80木枋,间距100，fm=13N/mm2，fv=1.4N/mm2

（1）荷载计算

钢筋砼自重:

25×（1.1×0.15+0.7×1.4）×0.1=2.86

底模:

5×1.8×0.018×0.1=0.016

侧模:

5×1.25×0.018×0.1×2=0.023

立档:

5×0.082×1.09×2=0.07

上托木:

5×0.082×0.1×2=0.006

搁栅:

5×0.082×3.1=0.1

合计:

3.075（KN）

施工荷载:

3×1.8×0.1=0.54（KN）

振捣砼产生荷载:

2×1.8×0.1=0.36（KN）

合计:

0.9（KN）

（2）强度验算（按单跨简支梁计算）

q=0.9×（3.075×1.2+0.9×1.4）/0.9=4.95（KN/m）

查《实用建筑工程师手册》查得下列公式：

M=qcL（2-C/L）/8=0.125×4.95×0.9×1.2（2-0.9/1.2）=0.84（KNm）

=6M/bh2=（6×0.84×106）/803=9.79

v=0.5qc=0.5×4.95×0.9=2.23（KN）

τ=1.5V/bh=（1.5×2.23×103）/（802）=0.52

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生的荷载）

E=9000N/mm2[]=L/400

qk=（3.075+0.54）/0.9=4.02（KN/m）

=qkcl3[8-4（C/L）2+（C/L）3]/384EI

=（4.02×900×12003×12）×[8-4×（0.9/1.2）2+（0.9/1.2）3]/（384×9000×804）

=3=1200/400=3（mm）（满足要求）

4、托木计算

（1）荷载计算

每根托木承受的荷载

搁栅传来自重部份：

3.075/（0.1×4）=7.69

托木自重：

5×0.082=0.032

合计：

7.72（KN/m）

施工荷载：

1.5×1.8/4=0.68

振捣砼产生荷载：

2.0×1.8/4=0.9

合计：

1.58（KN/m）

（2）强度验算（按两跨连续梁）

q=0.9×（7.72×1.2+1.58×1.4）=10.33（KN/m）

M=0.125ql2=0.125×10.33×0.62=0.465（KNm）

=6M/bh2=（6×0.465×106）/（803）=5.45

v=0.625ql=0.625×10.33×0.6=3.87（KN）

τ=1.5V/bh=（1.5×3.87×103）/（80×80）=0.91

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生的荷载）

E=9000N/mm2[]=L/400

qk=7.72+0.68=8.4（KN/m）

按两跨连续梁

=0.912qkL4/100EI=（0.912×8.4×6004×12）/（100×9000×804）

=0.3mm<600/400=1.5mm（满足要求）

5、门架计算

采用MF1219标准门架

一榀门架稳定承载力设计值

查JGJ128-2000附录B得出Nd=40.16（KN）

（1）门架荷载计算

托木传来恒荷载标准值NGK1

NGK1=7.72×4×0.6=18.53（KN）（式中0.6为门架间距）

查JGJ128-2000附录B得出下列数值：

门架自重门架1榀：

0.224KN

交叉支撑2付：

0.04×2=0.08

连接棒2个：

0.006×2=0.012

合计0.316（KN）

每米高门架自重：

0.316÷1.9=0.166（KN/m）

纵横向水平加固杆9根（Ф48×3.5）:

9×0.0384=0.346

直角扣件12个:

0.0135×12=0.162

对接扣件9个:

0.0184×9=0.166

可调顶托2个:

0.045×2=0.09

合计0.764（KN）

门架自重及其附件产生的荷载标准值NGK2：

NGK2=（0.166×5.7+0.764）=1.71KN：

（式中5.7为门架搭设高度）

托木传来的活荷载标准值NQK：

NQK=1.58×4×0.6=3.79（KN）（式中0.6为门架间距）

作用于一榀门架上的轴向力设计值N（不考虑风荷载）：

N=1.2（NGK1+NGK2）+1.4NQK

=1.2×（18.53+1.71）+1.4×3.79

=24.29+5.31

=29.6（KN）

（2）门架稳定承载力验算

N=29.6

3）取二层梁板结构中梁KLn19

（1）（400×900）为计算对象，采用80×80木枋，搁栅间距暂按120mm取值，板厚150mm，门架垂直于梁轴线设置，间距为900mm。

1、底模计算

用18mm厚胶合板。

fm=11N/mm2，fv=1.5N/mm2

（1）荷载计算

钢筋砼自重:

25×0.4×0.9=9

底模自重：

5×0.4×0.018=0.036

合计：

9.036（KN/m）

施工荷载：

3×0.4=1.2

振捣砼产生荷载：

2×0.4=0.8

合计：

2（KN/m）

（2）强度验算

底模为一跨度为0.12m的多跨连续梁，为简化计算，按最大弯矩M=0.125qL2，最大剪力V=0.625qL，最大挠度W=qL4/100EI计算，

q=0.9×（9.036×1.2+2×1.4）=12.28（KN/m）

M=0.125×12.28×0.122=0.022（KNm）

=6M/bh2=（6×0.022×106）/（400×182）=1.02

v=0.625ql=0.625×12.28×0.12=0.921（KN）

τ=1.5v/bh=（1.5×0.921×103）/（400×18）=0.19

（3）挠度验算

E=9000N/mm2，[]=L/400

qk=9.036+2=11.036KN/m

=qkL4/100EI=（11.036×1204×12）/（100×9000×400×183）=0.01<

L/400=120/400=0.3（mm）（满足要求）

2、侧模计算

（1）荷载计算

新浇砼对模板的侧压力标准值

设T=30C，1=1.2，2=1.15，V=2m/h，t=200/（T+15），rc=24KN/m3

F1=0.22rc12V1/2T0

=0.22×24×1.2×1.15×21/2×200/（30+15）

=45.8（KN/m2）

F2=rcH=24×0.9=21.6（KN/m2）

取较小值F2=21.6（KN/m2）

振捣砼产生的侧压力4（KN/m2）

（2）强度验算

q1=0.9×（21.6×1.2+4×1.4）=28.37（KN/m2）

因为立档间距为300mm，所以侧模为跨度0.3m的多跨等跨连续梁，化为线荷载q=0.732q1=0.732×28.37=20.77KN/m

M=0.125ql2=0.125×20.77×0.32=0.234（KNm）

=6M/bh2=（6×0.234×106）/（732×182）=5.91

（满足要求）

v=0.625qL=0.625×20.77×0.3=3.89（KN）

τ=1.5v/bh=（1.5×3.89×103）/（732×18）=0.44

（满足要求）

（3）挠度验算

qk1=21.6+4=25.6（KN/m2），化为线荷载qk=0.732qk1=0.732×25.6=18.74KN/m

=qkl4/100EI=（18.74×3004×12）/（100×9000×732×183）

=0.47

3、搁栅计算，采用80×80木枋，间距120mm，fm=13N/mm2，fv=1.4N/mm2

（1）荷载计算

钢筋砼自重：

25×（1.7×0.15+0.4×0.9）×0.12=1.85

底模：

5×2.1×0.018×0.12=0.023

侧模：

5×0.75×0.018×0.12×2=0.016

立档：

5×0.082×0.59×2=0.038

上托木：

5×0.082×0.12×2=0.01

搁栅：

5×0.082×3.7=0.118

合计：

2.055（KN）

施工荷载：

3×2.1×0.12=0.756

振捣砼产生荷载：

2×2.1×0.12=0.503

合计：

1.26（KN）

（2）强度验算（按单跨简支梁计算）

q=0.9×（2.055×1.2+1.26×1.4）/0.6=6.345（KN/m）

M=qbL（2-b/L）/8=6.345×0.6×1.2×（2-0.6/1.2）/8=0.857（KNm）

=6M/bh2=（6×0.857×106）/803=10.04

v=0.5qb=0.5×6.345×0.6=1.904KN

τ=1.5V/bh=（1.5×1.904×103）/802=0.45

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生荷载）

E=9000N/mm2[]=L/400

q=（2.055+0.756）/0.6=4.685（KN/m）

=qbl3（8-4b2/L2+b3/L3）/384EI

=4.685×0.6×103×1.23×109×12×[8-（4×6002）/12002+6003/12003]/384×9×103×

804=2.93

4、托木计算

（1）荷载计算

每根托木承受的荷载

搁栅传来自重部份：

2.055/（0.12×4）=4.28

托木自重：

5×0.082=0.032

合计：

4.31（KN/m）

施工荷载：

1.5×2.1/4=0.79（KN/m）

振捣砼产生荷载：

2.0×2.1/4=1.05（KN/m）

合计：

1.84（KN/m）

（2）强度验算（按两跨连续梁）

q=0.9×（4.31×1.2＋1.84×1.4）=6.97（KN/m）

M=0.125qL2=0.125×6.97×0.92=0.706（KNm）

=6M/bh2=（6×0.706×106）/803=8.27

v=0.625qL=0.625×6.97×0.9=3.92KN

τ=1.5V/bh=（1.5×3.92×103）/（80×80）=0.92

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生的荷载）

E=9000N/mm2[]=l/400

qk=4.31+0.79=5.1（KN/m）

按两跨连续梁

=0.912qkL4/100EI=（0.912×5.1×9004×12）/（100×9000×804）

=0.99

5、门架计算

采用MF1219标准门架

查JGJ128-2000附录B得出一榀门架稳定承载力设计值Nd=40.16KN

因为模板支撑架高度需用可调底座调节300mm；

所以Nd=40.16×0.9=36.14KN（式中0.9为拆减系数）

（1）门架荷载计算

托木传来恒荷载标准值NGK1：

NGK1=4.31×4×0.9=15.52（式中0.9为门架间距）

查JGJ128-2000附录B得出下列数值：

门架自重：

门架1榀0.224

交叉支撑2付：

0.04×2=0.08

连接棒2个：

0.006×2=0.012

合计：

0.316（KN）

每米高门架自重：

0.316÷1.9=0.166（KN/m）

纵横向加固杆9根（Ф48×3.5）:

11.7×0.0384=0.449

直角扣件12个:

0.0135×12=0.162

对接扣件9个:

0.0184×9=0.166

可调顶托2个:

0.045×2=0.09

合计:

0.867KN

门架自重及其附件产生的荷载标准值NGK2：

NGK2=0.166×5.7+0.827=1.77（KN）（式中5.7为门架搭设高度）

托木传来的活荷载标准值NQK：

NQK=1.84×4×0.9=6.624（KN）（式中0.9为门架间距）

作用于一榀门架上的轴向力设计值N（不考虑风荷载）：

N=1.2（NGK1+NGK2）+1.4NQK

=1.2×（15.52+1.77）+1.4×6.624

=30.02（KN）

（3）门架稳定承载力验算

N=30.02

四）从1）、2）节的计算可知，梁底模、托木的强度、挠度主要是由搁栅的间距来控制的，而侧模的强度、挠度则是根据搁栅的间距设置的立档的间距而控制的，同时也可以看到，只要搁栅的强度、挠度满足要求，则底模、侧模、托木的强度和挠度都能远满足要求，门架按900×900布置的话（除梁面为700×1400外），其稳定承载力也都能远满足要求。

现根据设计图纸，从中选择截面为300×600和200×900的梁为计算对象，即只计算梁下搁栅，立档间距再取搁栅间距或1倍即可。

梁下的搁栅间距一览表

b

h

板厚

搁栅间距

门架间距

400

900

150

120

900

300

600

150

120

900

200

900

150

120

900

注：

b为梁宽，h为梁高，单位为（mm）。

1、选择300×600的梁为计算对象，搁栅采用80×80枋木，间距120，板厚150，fm=13N/mm2，fv=1.4N/mm2。

（1）荷载计算

钢筋砼自重:

25×（1.8×0.15+0.3×0.6）×0.12=1.35（KN）

底模:

5×2.1×0.018×0.12=0.023（KN）

侧模:

5×0.45×0.018×0.12×2=0.01（KN）

立档:

5×0.082×0.29×2=0.019（KN）

上托木:

5×0.082×0.12×2=0.01（KN）

搁栅:

5×0.082×3.8=0.122（KN）

合计:

1.534（KN）

施工荷载:

3×2.1×0.12=0.756KN

振捣砼产生荷载:

2×2.1×0.12=0.504KN

合计:

1.26（KN）

（2）强度验算（按单跨简支梁计算）

q=0.9×（1.534×1.2+1.26×1.4）/0.5=6.49（KN/m）

M=qcL（2-c/L）/8=0.125×6.49×0.5×1.2（2-0.5/1.2）=0.77（KNm）

=6M/bh2=（6×0.77×106）/803=9.03

v=0.5qc=0.5×6.49×0.5=1.62KN

τ=1.5V/bh=（1.5×1.62×103）/（802）=0.38

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生的荷载）

E=9000N/mm2[]=L/400，r=c/L

qk=（1.534+0.756）/0.5=4.58（KN/m）

=qcL3（8-42+3）/384EI

=（4.58×500×12003×12）×[8-4×（0.5/1.2）2+（0.5/1.2）3]/（384×9000×804）

=2.5<1200/400=3（mm）（满足要求）

2、选择200×900的梁为计算对象，搁栅采用80×80枋木，间距120，板厚150，fm=13N/mm2，fv=1.4N/mm2。

（1）荷载计算

钢筋砼自重:

25×（1.9×0.15+0.2×0.9）×0.12=1.395（KN）

底模:

5×2.1×0.018×0.12=0.023（KN）

侧模:

5×0.75×0.018×0.12×2=0.016（KN）

立档:

5×0.082×0.59×2=0.038（KN）

上托木:

5×0.082×0.12×2=0.008（KN）

搁栅:

5×0.082×3.9=0.125（KN）

合计：

1.605（KN）

施工荷载:

3×2.1×0.12=0.756（KN）

振捣砼产生荷载:

2×2.1×0.12=0.504（KN）

合计:

1.26（KN）

（2）强度验算（按单跨简支梁计算）

q=0.9×（1.605×1.2+1.26×1.4）/0.4=8.303（KN/m）

M=qcL（2-c/L）/8=0.125×8.303×0.4×1.2×（2-0.4/1.2）=0.83（KNm）

=6M/bh2=（6×0.83×106）/803=9.73

v=0.5qc=0.5×8.303×0.4=1.66（KN）

τ=1.5v/bh=（1.5×1.66×103）/802=0.39

（3）挠度验算（不考虑振捣砼产生的荷载）

E=9000N/mm2，[]=L/400，q=（1.605+0.756）/0.4=5.9KN/m

=qcL3[8-4×（c/L）2+（c/L）3]/384EI

=5.9×400×12003×12）[（8-4×（0.4/1.2）2+（0.4/1.2）3）]/384×9000×804

=2.6