施工组织设计下载简介
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病房综合楼工程模板专项施工方案（5）安装墙柱模板时，随时支撑固定，防止倾覆。
（6）预拼装模板的安装，边就位、边校正、边安设连接件、并加设临时支撑稳固。
（7）拆除承重模板，设临时支撑绵妇幼保健院施工组织设计，防止突然整块塌落。
（8）安装整块柱模板，不得将柱子钢筋代替临时支撑。
（9）吊装模板时，必须在模板就位并连接牢固后，方可脱钩。并严格遵守吊装机械使用安全有关规定。
（10）拆除模板时由专人指挥和切实可靠的安全措施，并在下面标出作业区，严禁非操作人员进入作业区。操作人员配挂好安全带，禁止站在模板的横杆上操作，拆下的模板集中吊运，并多点捆牢，不准先下乱扔。拆模间歇时，将活动的模板、拉杆、支撑等固定牢靠，严防突然掉落、倒塌伤人。
（11）拆模起吊前，复查拆墙螺栓是否拆净，再确定无遗漏且模板与墙体完全脱落方可吊起。
（12）雨雪及五级大风等天气情况吓禁止施工。
（13）模板放置时不得有电线、气焊管线等。
（14）模板拆除时严禁使用大杠或重锤敲击。拆除后的模板及时清理砼渣块。由专人负责校对模板几何尺寸，偏差过大及时修理。
楼板厚度为：400mm、250mm空心板（按200mm实心板计算）、180mm、100mm
模板的面板采用15mm厚高强度板
次龙骨采用50mm×100mm木方E=104N/mm2I=bh2/12=4.16×104mm4
主龙骨采用φ48×3.5钢管
模板及支架自重标准值：0.3KN/m2
混凝土标准值：24KN/m2
钢筋自重标准值：1.1KN/m2
施工人员及设备荷载标准值：2.5KN/m2
楼板按400mm厚计算
荷载标准值：F1=0.3+24×0.4+1.1+2.5=13.5KN
荷载设计值：F2=（0.3+24×0.4+1.1）×1.2+2.5×1.4=16.7KN
楼板按250mm厚空心板（按200mm厚实心板）计算
荷载标准值：F1=0.3+24×0.2+1.1+2.5=18.7KN
荷载设计值：F2=（0.3+24×0.2+1.1）×1.2+2.5×1.4=10.94KN
楼板按100mm厚计算
荷载标准值：F1=0.3+24×0.1+1.1+2.5=6.3KN
荷载设计值：F2=（0.3+24×0.1+1.1）×1.2+2.5×1.4=8.06KN
新浇注的混凝土均匀作用在面板上，单位宽度的面板可以视为梁。次龙骨作为梁支点按三跨连续梁计算
板厚按400mm计算（梁宽按300mm计算）
则最大弯矩Mmax=0.1Q12I12
最大挠度Umax=0.677Q12I14/(100EI)
其中线荷载设计值：Q1=F2×0.3=16.7×0.3=5.01KN
按面板的抗弯承载力要求
Mmax=0.1Q12I12=[fWW]=1/6bfWh2
0.1×5.01×I12=1/6bfWh2=(1/6)×30×300×4002=2.4×108
按面板得刚度要求，最大变形值为模板结构得I1/250
Umax=0.677Q12I14/(100EI)=I1/250
I1=[(100×104×4.16×104)÷(5.01×0.667×250)]1/3
=367.9mm>300mm
（2）板厚按200mm计算（梁宽按350mm计算）
则最大弯矩Mmax=0.1Q12I22
最大挠度Umax=0.677Q12I24/(100EI)
其中线荷载设计值：Q1=F2×0.35=10.94×0.35=3.829KN
按面板得刚度要求，最大变形值为模板结构得I1/250
Umax=0.677Q12I24/(100EI)=I1/250
I1=[(100×104×4.16×104)÷(3.829×0.667×250)]1/3
=402mm>350mm
（3）板厚按100mm计算（梁宽按400mm计算）
则最大弯矩Mmax=0.1Q12I32
最大挠度Umax=0.677Q12I34/(100EI)
其中线荷载设计值：Q1=F2×0.35=8.04×0.4=3.224KN
按面板得刚度要求，最大变形值为模板结构得I1/250
Umax=0.677Q12I24/(100EI)=I1/250
I1=[(100×104×4.16×104)÷(3.224×0.667×250)]1/3
=424mm>400mm
ⅰ.取400mm板厚计算，立杆采用φ48×3.5钢管，间距为700mm，步距为700mm，用铸铁扣件卡子连接，水平拉杆最下一层距地300mm，中间水平拉杆间距1800mm，支撑杆件有效面积A=489mm2
N=16.7×0.7×0.7=8.183KN
[N]=Af=489×215=105135KN>8.183KN
(2)稳定性计算（按中心最大偏心25mm计算）
ix=（Ix/A)1/2=(1.22×105/489)1/2=15.79
λx=1800/ix=1800/15.8=114
λ=kuh/ix=1.155×1.7×1800/15.8=223.7
由长细比lo/i的结果查表得到轴心受压立杆的稳定系数φ=0.141
σ=8183/(0.141×489)=118.8<205N/mm2
所以满足要求，结构稳定
纵向或横向水平杆与立杆连接时，扣件的抗滑承载力按照下式计算
根据前面计算结果得到R=8.183kN 不满足扣件抗滑要求，需要加一个托件 ⅱ.取200mm板厚计算，立杆采用φ48×3.5钢管，间距为700mm，步距为700mm，用铸铁扣件卡子连接，水平拉杆最下一层距地300mm，中间水平拉杆间距1800mm，支撑杆件有效面积A=489mm2 （1）扣件抗滑移的计算 纵向或横向水平杆与立杆连接时，扣件的抗滑承载力按照下式计算 N=10.94×0.7×0.7=5.36KN 根据前面计算结果得到R=5.36kN>Rc ⅲ.取100mm板厚计算，立杆采用φ48×3.5钢管，间距为950mm，步距为950mm，用铸铁扣件卡子连接，水平拉杆最下一层距地300mm，中间水平拉杆间距1800mm，支撑杆件有效面积A=489mm2 N=8.06×0.7×0.7=7.27KN [N]=Af=489×215=105135KN>7.27KN (2)稳定性计算（按中心最大偏心25mm计算） ix=（Ix/A)1/2=(1.22×105/489)1/2=15.79 λx=1800/ix=1800/15.8=114 λ=kuh/ix=1.155×1.7×1800/15.8=223.7 由长细比lo/i的结果查表得到轴心受压立杆的稳定系数φ=0.141 σ=7270/(0.141×489)=105.44<205N/mm2 所以满足要求，结构稳定 纵向或横向水平杆与立杆连接时，扣件的抗滑承载力按照下式计算 根据前面计算结果得到R=7.27kN 满足扣件抗滑要求,以上立杆间距是根据扣件抗滑承载力计算的，若钢管顶采用钢管顶丝连接，则立杆间距可适当加大一点。 ⅰ.新浇混凝土作用于模板的最大侧压力①，按下列公式计算，并取其中的较小值 得F1=0.22×24×5×1.0×1.15×31/2=52.58KN ⅱ.倾倒混凝土时对模板产生水平荷载② 砼采用布料杆浇注，取倾倒砼对模板产生的水平荷载4KN/m2 由1.2①+1.4②得模板承受的水平荷载值为 Q1=1.2×52.58+1.4×4=68.7KN/m ⑵模板及次龙骨得设计及计算 次龙骨采用50×100mm白衫木方，间距300mm，按受力方向垂直木纹方向，其截面性能为E=10000N/mm2σ=87N/mm2W=83c㎡I=416c㎡ 主龙骨间距为450mm，次龙骨按三跨连续梁计算 Q托=68.7×0.3=20.6KN/m 得次龙骨的截面最大弯矩为 M=0.1Q托τ托=0.1×20.6×0.62=0.74KN σ=M/W=0.74×106/83×103=8.91<[σ]87N/mm2 所以次龙骨的强度满足要求 ⅱⅱ.次龙骨的刚度计算 Q次=68.7×0.3=20.6KN/m W=0.677Q次L次/(100EI)=0.677×20.6×0.64×1012÷（100×104×416×106） =0.021mm<[W]=1.5mm 现场使用φ12钢筋作为墙体的对拉螺栓，螺栓间距取0.45m，对拉螺栓抗拉强度取12.9KN N=0.45×0.45×52.58=10.64KN<12.9KN 由此可得，用φ12钢筋作为墙体螺栓满足要求 ⅰ.梁取600×700mm计算，采用φ48×3.5钢管.梁底增加一根支撑，梁两侧的钢管在梁底位置用两个扣件作为梁底支托，立杆间距950mm，水平杆间距1800mm最下一根水平杆件距地300mm，，用铸铁扣件卡子连接，支撑杆件有效面积A=489mm2 钢筋混凝土荷载标准值：Q1=（24+1.5）×1.2×0.7=21.42KN/m2 模板自重荷载标准值：Q2=0.3KN/m2 施工人员与设备自重以及振捣砼荷载：Q3=2.5+2=4.5KN/m2 Q=1.2×（21.42+0.3）+1.4×4.5=32.36KN/m2 P，=1.2Q2ah=1.2×0.3×0.7×0.95=0.2394KN 梁底传递给支撑的荷载为 R1=R3=P/2+P，=4.8507KN R2=9.2226KN 纵向或横向水平杆与立杆连接时，双扣件的抗滑承载力按照下式计算 计算中R取最大支座反力，根据前面计算结果得到R=9.2226KN R<12.96kN,所以扣件抗滑承载力的设计计算满足要求! 梁两侧支撑钢管稳定性计算 支座反力N1=R1=4.8507KN 由计算可得楼板荷载N2=10.94KN N=4.8507+10.94×0.7×0.7=10.2113kn 钢管支撑采用φ48×3.5，其性能为 可得lo=1.155×1.7×1.8=3.5343 长细比λ=Lo/i=3.5343÷1.58=223.7 由表可得φ=0.141 则σ=N/ΦA=10211.3÷0.141÷489=148.1N/mm2<2O5N/mm2 由计算可知，所以满足要求。 梁底中间支撑稳定性计算 N=R2=9.2226KN 钢管支撑采用φ48×3.5，其性能为 可得lo=1.155×1.7×1.8=3.5343 长细比λ=Lo/i=3.5343÷1.58=223.7 由表可得φ=0.141 则σ=N/ΦA=9222.6÷0.141÷489=133.73N/mm2<2O5N/mm2 由计算可知，所以满足要求。 ⅱ.梁取400×750mm计算，采用φ48×3.5钢管.梁底增加一根支撑，梁两侧的钢管在梁底位置用两个扣件作为梁底支托，立杆间距700mm，水平杆间距1800mm最下一根水平杆件距地300mm，，用铸铁扣件卡子连接，支撑杆件有效面积A=489mm2 钢筋混凝土荷载标准值：Q1=（24+1.5）×1.2×0.75=22.95KN/m2 模板自重荷载标准值：Q2=0.3KN/m2 施工人员与设备自重以及振捣砼荷载：Q3=2.5+2=4.5KN/m2 Q=1.2×（22.95+0.3）+1.4×4.5=34.2KN/m2 P，=1.2Q2ah=1.2×0.3×0.95×0.4=0.137KN 梁底传递给支撑的荷载为 R1=R3=P/2+P，=3.386KN 纵向或横向水平杆与立杆连接时，扣件的抗滑承载力按照下式计算 计算中R取最大支座反力，根据前面计算结果得到R=4.788Kn R<8.00kN,所以扣件抗滑承载力的设计计算满足要求! 梁两侧支撑钢管稳定性计算 支座反力N1=R1=3.386KN 由计算可得楼板荷载N2=10.94KN N=3.386+10.94×0.7×0.7=8.7466kN 钢管支撑采用φ48×3.5，其性能为 可得lo=1.155×1.7×1.8=3.5343 长细比λ=Lo/i=3.5343÷1.58=223.7 由表可得φ=0.141 则σ=N/ΦA=8746.6÷0.141÷489=126.86N/mm2<2O5N/mm2 由计算可知，所以满足要求。 梁底中间支撑稳定性计算 N=R2=6.498KN 钢管支撑采用φ48×3.5，其性能为 可得lo=1.155×1.7×1.8=3.5343 长细比λ=Lo/i=3.5343÷1.58=223.7 由表可得φ=0.141 则σ=N/ΦA=6498÷0.141÷489=94.24N/mm2<2O5N/mm2 由计算可知GB／T 25388.2-2021 风力发电机组 双馈式变流器 第2部分：试验方法.pdf，所以满足要求。 宽度大于1m的柱子采用φ14螺栓加固，间距300×500mm。宽度不大于1m得柱子采用［100×50×3.0槽钢为柱箍 ⅰ.柱子取1.2m×1.2m计算 ⅰ.新浇混凝土作用于模板的最大侧压力，按下列公式计算，并取其中的较小值 得F1=0.22×24×5×1.0×1.15×61/2=74.4KN 对拉螺栓间距300×500mm，φ14对拉螺栓抗拉强度取17.8KN 则N=0.3×0.5×74.4=11.16KN<17.8KN 由计算可得南岗社区施工组织设计，φ14对拉螺栓满足要求