转换层框支梁施工方案Word文档格式.docx

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Φ12；

板筋为Φ14@150，

钢筋应有出厂质量证明书或检验报告，进场时应按炉批号及直径分批检验，合格后才准用。

2．框支梁纵筋接头采用冷挤压连接，同一截面内接头钢筋截面

面积不应超过全部纵筋截面面积的50%，相邻接头间距不应小于40d，接头位置应避开墙体开洞位置。

3．梁高不小于1500的框支梁，其梁侧两侧设Ø

4-50的钢丝网，等截面梁相交底筋中有一个方向的保护层大于50㎜时，梁底设Ø

4-50的钢丝网。

4．本工程框支梁根据四层结构布置图，四层梁、板配筋图等图纸，砼施工图平面整体表示方法制图规则和构造详图（00G101）及结构总说明。

5．本层墙、柱施工缝，有框支梁梁腋的留设在梁腋底，浇墙、柱砼前，应将框支梁面筋锚入墙柱内。

按线摆放梁面筋，保证框支梁筋的排列，适当调整柱筋间距。

框支梁面筋承重支架示意图。

（二）钢筋锚固：

1．框支梁的锚固：

柱支座≤1500时按OOG101施工，柱支座>

1500时，底筋伸入LaE，面筋伸入1000并下弯，下弯长度按00G101要求。

框支梁（KZL）面筋的锚固长度40d从梁底算起，二排钢筋伸出支座的长度按OOG101示意。

以框支梁为支座的框支梁，其面筋伸至支座端且下弯LaE。

底筋的锚固长度40d从柱边算起,水平段伸至梁纵筋弯钩段内侧且≥0.45LaE。

2．所有腰筋均应锚入支座LaE。

框支梁示意图

框支柱钢筋锚固长度：

水平段长度200修改为LaE；

中柱支

座时，可以锚入梁内的钢筋则可直接向柱外弯入梁内，不必向内弯；

框支柱在上部剪力墙范围内的纵向钢筋应伸入上层剪力墙楼板底。

3．板筋的施工：

底筋锚入梁内并伸过中心线不得小于5d，支座长时为15d，面筋尽可能连通，如需搭接在一个截面不应大于25%，板底筋支承于核心筒400厚时，须伸至支座端下弯10d。

（三）钢筋机械连接

1．框支梁纵向钢筋不宜有接头，如需接头，采用冷挤压连接，同一截面内接头钢筋截面不应超过全部纵筋截面面积的50%，相邻接头的接头间距不应水于40d。

接头位置应避开墙体开洞位置。

（四）框支梁筋施工

1．二层柱子施工时锚入斜撑的钢筋，三层墙、柱施工缝留设在框支梁底或梁腋底，浇剪力墙、柱砼前，沿框支梁、框架梁纵向搭设框支梁面筋承重架，以承重架小横杆按梁面标高控制面筋标高，将面筋按三层板面梁线和钢筋线排列均匀锚入柱内，并与承重架小横杆绑扎牢固。

框支梁面筋承重架示意图

2．面筋直径、规格、数量、位置、标高复核无误后方可浇筑墙、柱砼

3．框支梁穿铁顺序：

框支梁模板支设完毕，检查合格后即可绑扎梁钢筋，穿铁顺序确定如下：

总的方向是先施工东西方向再施工南北方向，板筋同梁的施工方向。

保证南北方向的梁高，与之相交梁加大梁保护层厚度。

在梁支座处，应注意纵横方向梁筋相交处，控制梁面标高，并应预留板筋位置及保护层厚度。

详见框支梁平面布置示意图

4．钢筋间距、排距的控制：

钢筋间距根据设计图纸，用粉笔划线每根钢筋的正确位置，按线绑扎牢固。

钢筋排距用同梁宽及梁筋直径的短筋垫铁控制，间距不大于2000。

5．保护层的控制：

由于框支梁的钢筋比较密，直径大，普通的垫块容易被压碎，采用与保护层厚度相应直径的钢筋作为垫块，下部焊一块5×

60×

60的铁块，面刷防锈漆二遍，框支梁加设直径16~18的钢筋内撑，两端焊一块60×

3的铁板，面刷防锈漆二遍。

6．上部结构钢筋插设：

①框支柱部分纵筋延伸到上层剪力墙楼板底，能通则通，四、五层剪力墙属于加强区，直径大于22的搭接接头错开500。

②平台模板支设好后，应在木模上弹出轴线并引测到插筋位置作为控制线。

待钢筋施工完毕后，于控制线位置焊接不小于Φ14的通长限位钢筋，然后根据设计要求插设上部结构的钢筋并固定。

其次墙中的暗柱纵筋在其上部应用箍筋临时绑扎固定好，墙的纵筋在两侧也应用通长水平筋临时绑扎固定。

（五）钢筋隐蔽验收

钢筋绑扎安装完毕后，应对钢筋安装质量组织检查验收，并对钢筋绑扎分项工程和钢筋焊接分项工程质量进行评定，评定符合要求后，报请监理、建设单位、设计单位、质检单位进行验收。

钢筋工程必须经验收合格后，才能进行下道工序施工。

七、模板工程

（一）模板体系的设计

1．三层剪力墙、柱采用大模板和散拼散拆相结合的施工工艺，因本层框支梁截面高，应严格控制砼的浇筑高度，有梁腋处墙、柱施工缝留在梁腋处，有梁处墙、柱施工缝留在梁底，其余剪力墙留在板底。

2．四层梁板模板工程材料采用：

915×

1830×

18胶合板，40×

85刨枋，100×

100木枋，ф48×

3.5架管、直角扣件、对接扣件、旋转扣件、钢顶撑。

3．框支梁支撑系统

（二）梁模及其支撑计算：

以700×

2000为框支梁最大截面为计算单元，验算如下：

1．底模承受荷载

自重：

0.70×

0.058=0.041KN/M

砼自重：

0.7×

2.0×

24=33.6KN/M

板筋重量：

0.28KN/M

梁筋重量：

主筋ф32：

52根3.22KN/M

腰筋：

ф16：

30根0.43KN/M

箍筋：

ф161.16KN/M

拉筋：

ф120.96KN/M

∑=5.801KN/M

振捣砼产生的荷载标准值：

2×

1.1=2.2KN/M

施工时活荷载：

2KN/M

恒荷载系数：

1.2活荷载系数：

1.4

总纵向荷载设计值：

G=（0.041+33.6+0.28+5.801）×

1.2+2.2+2.0×

1.4=53.55KN/M

2．梁底模计算：

采用915×

18胶合板，按连续五跨梁计算，底模以横向木枋为支座，查表得：

Km=-0.105Kv=-0.606Kf=0.644

查得胶合板的抗弯强度f=30N/mm2,抗剪强度fv=2N/mm2

Mmax=Kg’L2=0.105×

53.55×

0.062=0.02KN.m

V=Kvg’L=0.606×

0.06=1.95KN

W=bh2/6=700×

182/6=37800m3

б=M/W=0.02×

106/37800=0.53N/mm2＜f=30N/mm2

τ=3v/（2bh）=3×

1.95×

103/（2×

700×

18）

=0.23N/mm2<

fv=2N/mm2

由I=bh2/12=700×

183/12=18900㎜3

挠度f=Kfg’L4/（100EI）

=53.55×

604×

0.644/（100×

104×

9×

18900）

=0.003㎜＜[f]=60/250=0.24㎜

满足要求

3．梁底横向木枋（40×

85×

2000）验算

木枋以支架横杆为支座，跨度600，设横向11根木枋＠100，按五跨连接梁计算。

框支梁自重：

g1=53.55KN/m（前面已计算）

梁底木枋：

0.04×

0.085×

11×

6.26=0.51KN/m

梁侧模板：

0.058=0.232KN/m

梁侧板木枋及架管：

20×

2.5×

6.86+20×

0.077=2.706KN/m

荷载设计值：

g合=g1+（0.51+0.232+2.706）×

1.2=57.68KN/m

（2）受力计算：

采用松木，抗弯强度f=17N/mm2，顺纹抗剪强度fv=1.6N/mm2

查表得：

Km=-0.105,Kv=-0.606

Mmax=KmgL2=0.105×

57.68×

0.62=2.18KN.m

V=KvgL=0.606×

0.6=20.97KN

Wx=bh2/6=40×

852/6=48166.67㎜3

σ=Mmax/Wx=2.18×

106/（11×

48166.67）

=4.11N/mm2＜f=17N/mm2

τ=3v/（2bh）=3×

24.6×

103/（11×

40×

85）

=0.84N/mm2＜fv=1.6N/mm2

Kf=0.644

I=bh3/12=2047083.33mm4

挠度f=Kfg’L4/（100EI）

=0.644×

6004/（11×

100×

2047083.33）

=0.21mm＜[f]=600/250=2.4mm

满足要求

4.小横杆验算：

按3跨简支梁计算，扣件接点间于刚接和铰接之间，计算偏于安全。

小横杆上承受梁底40×

85木枋，木枋间距100，可近似认为横杆所受力为均布荷载。

（1）承载力、刚度验算

查《结构建筑静力计算手册》得

Km=-0.1Kv=0.6Kf=0.677

Mmax=KmgL2=0.10×

0.602=2.076KN/m

V=KvgL=0.6×

0.60=20.76KN

Σ=M/Wn=2.076×

106/（3×

5.08×

103）=136.22N/mm﹤f=215N/mm2

Τ=V/An=20.76×

103/489=42.45N/mm﹤fv=125N/mm2

F=0.677PL4/100EI=0.677×

6004/（100×

2.1×

105×

3×

12.19×

104）=0.66mm﹤=f=600/250=2.4mm

5．立柱计算：

立柱计算高度L=1500,i=0.35×

（d+D）/2

=0.35×

（41+48）/2=15.58mm

λ=L/i=1500/15.58=96.28

查《钢结构设计规范》得稳定系数φ=0.588（b）

荷载N=57.68×

0.6×

0.45=15.57KN

σ=15.57×

103×

0.588/489=18.72N/mm2

﹤φ[f]=215=126.42N/mm2

6．扣件抗滑力计算

根据《钢管脚手架》（JGJ130-2001）单个扣件抗滑力为10KN，因此采用双扣件形式，二个扣件抗滑力20KN大于实际承载力18.72KN，满足要求。

7.梁侧模板的计算

以KZL16

（1）（700×

2000）为计算单元

（1）梁侧板侧压力

F=γcH=25×

2.0=50KN/m2

F=0.22γct0β1β2V1/2=0.22×

25×

5×

1.2×

1.15×

11/2=37.95KN/m2

F—新浇混凝土时对模板最大侧压力

γc—混凝土重力密度（KN/m3）取γC=25KN/M3

t0—混凝土初凝时间，取t0=5h

V—混凝土浇筑速度（m/h），取V=1m/h

β1——外加剂影响修正系数，取β1=1.2

β2—塌落度修正系数，取β2=1.15

H—砼侧压力计算位置处至新浇筑砼顶面总高度（M），

取H=2.0m取式中较小值F=37.95KN/m2×

1.2=45.54KN/m2

（2）侧板承载力计算：

竖向木枋（40×

85）＠300，侧板按五跨连续梁计算

g=45.54×

1=45.54KN/m

Km=-0.105,Kv=-0.606

M=KmgL2=0.105×

45.54×

0.32=0.43KN.M

V=KvgL=0.606×

0.3=8.28KN

W=bh2/6=1000×

182/6=54000mm3

σ=M/W=0.43×

106/54000=7.97N/mm2<

f=30N/mm2

τ=V/2bh=3×

8.28×

103/2×

1000×

18=0.69N/mm2

<

fv=2N/mm2

符合要求

8.梁侧模肋（40×

85木枋）计算

肋以Φ48×

3.5钢管围柃为支座，木枋＠300，跨度为450，两端悬挑三跨连续梁。

（2）承载力验算，未考虑两端悬臂有利减小支座负弯距，更便于安全。

0.3=13.66KN/m

m=-0.10Kv=-0.60

M=KmgL2=0.1×

13.66×

0.452=0.28KN．M

V=KvgL=0.606×

0.45=3.73KN

W=bh2/6=40×

852/6=48166.7mm3

σ=M/W=0.28×

106/（2×

48166.7）mm3

=2.91N/mm2<

fw=17N/mm3

τ=V/2bh=3×

3.73×

2=0.27mm2

fv=1.6N/mm

9.梁侧模钢管（2ф48×

3.5）围柃计算

钢管围柃以螺栓（ф12、＠600×

450）为支座，按集中荷载五跨连续梁计算：

（1）承载力计算

p=0.60×

0.45×

45.54=12.30KN

查表得系数：

Km=-0.171,Kv=-0.658,Kf=1.097

钢管截面系数：

Wn=5.08×

103mm3A=489mm2

I=12.19×

104mm4E=2.1×

105N/mm2

M=KmpL=0.171×

12.30×

0.6=1.26KN.m

V=Kvp=0.658×

20.49=8.09KN

W=bh2/6=40×

852/6=48166.7mm3

Σ=M/Wn=1.26×

103）mm3

=124.02N/mm2﹤f=215N/mm2

Τ=V/A=8.09×

103/489=16.54N/mm<

fv=125N/mm2

F=1.097PL3/100EI

=1.097×

12.3×

6003/（2×

104）

=0.57mm﹤[f]=450/250=2.4mm

10.对拉螺栓计算

ф12螺栓间距为：

600×

450

拉力F=45.54×

0.45=12.29KN,A=113mm2

σ=F/A=12.29×

103/113=108.81N/mm2﹤f=215N/mm2

（三）三层梁承载力计算：

〈一〉验算1-7交1-A轴400×

700梁承载力

1.取计算单元

2.荷载计算

（1）四层梁板

1KZL16

（1）：

8.4=483.84KN（设计值）

2墙插筋：

5.95KN

3模板及支架：

24.73KN

楼板模板：

8.4×

0.5=2.94KN

模板支架：

21.789KN

4振捣砼时产生的荷载：

2=11.76KN

荷载值g1=483.84+（5.95+24.73）×

1.2+11.76×

1.4=537.12KN

（2）三层梁板KL43

（1）

砼：

0.4×

24=56.45KN

钢筋：

梁筋：

2.776KN

板筋：

0.88KN

合计：

g2=56.45+2.776+0.88=60.10KN

g合=60.10+537.12=597.22KN

g=q/8.4=597.22/8.4=71.09KN/M

（3）梁强度验算（视两端固定梁）

最大的弯矩：

qL21/8=71.09×

8.42/8=627.01KN.M

αs=M/（fcmbh02）=627.01×

106/（16.5×

400×

6502）=0.225

γs=0.870

AS=627.01×

106/（310×

0.870×

650）=3576mm2

梁底配筋：

4Φ22,AS=1521mm2

梁面配筋：

2Φ28+2Φ22,AS=1232+226=1458mm2

不能满足要求，则三层梁底支撑不能拆除，必须顶撑。

〈四〉二层K44

（1）400×

700的验算

（1）荷载的计算：

二层梁荷载同三层梁的荷载为60.10KN

模板及支架:

24.73KN

60.10+24.73=84.83KN

g=84.83/8.4=10.10KN/M

（2）梁强度验算

qL21/8=10.10×

8.42/8=89.08KN.M

αs=M/（fcmbh02）=89.08×

6502）=0.03

γs=0.985

AS=89.08×

0.985×

650）=488.82㎜2

三层为：

AS=3576-1521-1458=597

488.82+597=1045㎜2

梁底配筋：

2Φ25+2Φ22,AS=982+226=1208mm2

完全能满足要求，则一层梁底支撑可以拆除。

〈二〉验算1-3/1-7交1-L/1-H的三层板

四层转换层框支梁600×

1700的有关荷载

1．转换层梁的有关荷载

1）模板及枋条自重：

4.5×

0.058+0.04×

6.86=0.67KN

2）梁侧模及架管：

1.7×

0.058+30×

1×

6.86+0.077×

36

=3.92KN

3）钢筋重量：

14根0.66KN/M

10根0.16KN/M

ф161.23KN/M

ф120.86KN/M

∑=2.91×

4.5=13.10KN

4）砼自重:

24×

1.7=24.48×

4.5=110.16KN

5）振捣砼产生的荷载标准值：

1.1=2.2×

4.5=9.9KN

6）钢管支撑:

2.46KN/㎡

G=（0.67+3.92+13.10+110.16）×

1.2+9.9×

=141.69KN

2、转换层次梁、板及钢管支撑传来的荷载

1）楼板模板及木枋重量：

1.058×

1.5+0.04×

6×

6.86=0.32KN

2）钢筋重量：

（15×

1.5+11×

2.2）×

1.21×

9.8=0.55KN

3）砼自重：

1.5×

0.2=15.84KN

4）钢管支撑：

5.4×

7.85×

9.8=2.49KN

1.1=2.2KN

G=（0.32+0.55+4.85+15.84+2.49）×

1.2+2.2×

=31.94KN

6）板的荷载传给框支梁：

（2.1+0.73）/2×

0.75×

31.94/（2.1×

1.5）=10.76KN

3.次梁（400×

800）荷载传给框支梁

15×

6.86=0.35KN

2）侧模及架管：

0.8×

0.058+8×

2=0.19KN

主筋ф20：

8根0.28KN/M

ф160.39KN/M

ф120.612KN/M

∑=2.91/0.4=3.21KN

0.4×

0.8=7.68/0.4=19.20KN

1.1=2.2/0.4=5.5KN

2.46KN

G=（0.35+0.19+3.21+19.20+2.46）×

1.2+5.5×

=38.19KN

7）次梁荷载传给框支梁:

38.19/2=19.096KN

4、板传来荷载：

1）（2.3+0.76）/2×

10.76=11.589KN

2）（4.5+1.5）/2×

2.17×

10.1=65.75KN

框支梁总的荷载:

141.69+10.76+19.096+11.59+65.75=248.89

5.三层楼板的自重：

10.76KN

总的竖向荷载:

248.89+10.76=258.99KN

258.89/（0.6×

4.5）=95.88KN/㎡

〈三〉验算三层