附着式升降式脚手架计算书

附着式升降式脚手架计算书
挑架计算书
一、主要设计参数：
架体高度14.4米，跨度7.2米，宽度0.9米，架体立杆间距1.5米，步距1.8米，小横杆间距1.5米。

爬架计算书计算参数：架体高度14.40米，跨度7.5米，14.4×7.5=108㎡＜110㎡其它采用原设计数值不变。

（1）荷载
1）恒载标准值G K
主框架及架体所采用的材料规格及截面特征参数为：
①采用φ48×3.2钢管的构件的长度：
立杆：L=13×3×2=78ｍ；
大横杆：L=2×7×8.5=119 m(每根长度按8.5m计算）；
小横杆：L=9×7×1.2=76m (每根长度按1.2m 计算）； 纵向支撑（剪刀撑）：L=4×22)313(
8++4×22)3
13
(4+=61m(按单片
剪刀撑计算)
架体结构边柱的缀条：横缀条7根，斜缀条6根，共两片。

L=2×(6×
9.07)613(
9.02
2⨯++)=41m
水平支撑（水平剪刀撑）：L=2×(1.8+4×
2
248.1+)=39m
架体内的水平斜杆：L=3×4×2
229.0+=27m
护拦：L=2×9×3=54m
采用2.348⨯Φ管的构件的总长度为：
∑=L 78+119+76+61+41+39+27+54=495m
所用钢管的总重量为：G Φ=495×3.89=1926kg
采用匚6.3的架体构件为架体结构的边柱。

长13m 共四根。

所用槽钢匚6.3的总重量为：G 匚 =4×13×6.6=345kg 采用Φ48钢管的架体构件为架体结构的边柱，长13m 共2根。

所用Φ48钢管的总重量为：G O =2×13×3.84=99.84kg 则架体结构的自重为（对架体边柱考虑0
010
的构造系数）：
G=G Φ+(G 匚 +G O ）×1.1=1926+1.1×(345+99.84）=2510kg ②脚手板自重：
板宽0.9m ，长8m,厚4cm ，按原计算考虑有四步脚手板，脚手板为800Φkg/m 3的木材。

根据荷载规范木脚手板自重取0.35KN/ｍ2。

③安全网：
仍用原计算的数据但按面积比增大。

安全网的重量为：G n =11680
×8×13=130kg
④固定支架及支座：
仍用原计算的数据但由于长度增加而相应增大。

固定支架及支座的重量为：固定支架重量减去1000kg
G c =6.11000
×1.8-1000=130kg
永久荷载总表：
2）施工活荷载标准值Q K 根据荷载规范：
施工均布活荷载标准值
按照《建筑施工附着升降脚手架管理暂行规定》第二章第九条：
结构施工按二层同时作业计算，使用状况时按每层3KN/ｍ2计算，升降及坠落状况时按每层0.5KN/m 2计算；
装修施工按三层同时作业计算，使用状况时按每层2KN/ｍ2计算，升降及坠落状况时按每层0.5KN/ｍ2计算。

①.结构施工：
使用状态：3×0.8×8×2=38.4KN 升降、坠落状态：0.5×0.8×8×2=6.4KN ②.装修施工：
使用状态：2×0.8×8×3=38.4KN 升降、坠落状态：0.5×0.8×8×3=9.6KN 施工活荷载标准值Q K 取：38.4KN ③.风荷载
根据《建筑结构荷载规范》（GBJ9-87）:
o
z s k w k W ⨯⨯⨯=μμ
式中： k ------风压折减系数，在取当地基本风压值时，取0.7；
z μ------ 风压高度变化系数，按B 类地区高100米的高层建筑上
施工考虑，取2.1；
s
μ------风荷载体型系数，其计算如下：
背靠建筑物状况全封闭取ϕ0.1，敞开、开洞ϕ3.1 ϕ为脚手架封闭情况确定的挡风系数
脚手架迎风面积
脚手架挡风面积
=
ϕ
W O ------ 标准基本风压，按照大连地区取265.0m KN
，升
降及坠落工况取
225.0m KN
∴风荷载
W k 为：
o
z s k w k W ⨯⨯⨯=μμ＝2
/31.065.01.232.00.1m KN =⨯⨯⨯
考虑架体外侧有安全网，增加挡风系数，所以将风荷载W K 增加10％
2/35.031.01.1m KN W K =⨯=∴
（2）荷载分项系数 静荷载： 2.1=G r 活荷载： 4
.1=Q r 结构重要性系数：
9
.00=r
可变荷载组合系数： 85.0=ϕ 荷载变化系数： 3.11=r （使用工况） 荷载变化系数：
0.22=r
（升降及坠落工况）
二、架体结构的构件计算：
本节所计算的架体的构件主要包括脚手板、脚手架钢管强度的计算。

（1）脚手板强度计算： 脚手板取自重标准值为0.35
2
m
KN
，板上的活荷载为2
2
m KN
；
m KN
q 22.34.122.135.0=⨯+⨯=
按跨度为1.5米的三跨连续梁进行计算，并考虑最不利的活荷载
位置，
m KN l q M ⋅=⨯⨯=⨯⨯=72.05.122.31.01.022
1）强度计算：
226
222113240000
1072.02400004090061
61mm N f mm N W M mm h b W w =<=⨯===⨯⨯=⨯⨯=
σ ∴脚手板的强度满足要求。

2）挠度计算：
计算公式：]
[10099.03l v
I E l q l
v n ≤⨯⨯⨯= 式中：
m N
q q mm bh I mm N
E n 9.29.022.39.048000004090012
1
12190004
332
=⨯=⨯==⨯⨯===
150144511048109100105.1109.299.053633=⎥⎦⎤⎢⎣⎡<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯=∴l v l v
∴脚手板的挠度满足要求。

（2）大横杆计算：
大横杆按跨度为1.5米，跨中承受一个集中力为P 的三跨连续梁进行计算，并考虑连续梁活荷载的最不利位置。

KN p 42.25.122.321
=⨯⨯=
(计算值) KN p n 18.25.19.221
=⨯⨯=
(标准值)
1）强度计算：
f W
M ≤=
σ 式中：
3
08.5773.05.142.2213.0213.0cm W m
KN pl M =⋅=⨯⨯==
223
6
2052.1521008.510773.0mm N f mm N W M =<=⨯⨯==∴σ
∴大横杆强度满足要求。

2）挠度计算；
⎥⎦⎤
⎢⎣⎡≤=l v EI l p l v n 100615.12
式中：
4
2
319.12102065.159.1cm
I mm N
E m l KN p n =⨯===
150131711019.1210206100105.11018.2615.143623=⎥⎦⎤⎢⎣⎡<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯=∴l v l v ∴大横杆的挠度满足要求。

（3）立杆强度计算： 材料特征：采用φ48×3.5钢管 材料长细比：
1509.1138.1518000<===
i l λ
立杆符合安全要求。

三、架体结构的主框架计算 （1）荷载计算
恒载标准值G k ：37.53KN 施工活荷载标准值Q K 结构施工：
使用状态 ：3×0.8×8×2=38.4KN 升降、坠落状态 ：0.5×0.8×8×2=6.4KN 使用状态 ：2×0.8×8×3=38.4KN 升降、坠落状态 ：0.5×0.8×8×3=9.6KN 施工活荷载标准值Q K 取：38.4KN 在使用工况下单榀主框架的计算荷载为：
KN 44.1283.14.14.382.153.37=⨯⨯+⨯）（
在提升、坠落工况下单榀主框架的计算荷载为：
KN 96.11624.16.92.153.37=⨯⨯+⨯）（
在使用工况状态下风荷载为：
2
8.2835.0m KN
=⨯
在升降及坠落工况状态下风荷载为：
225.0m KN
（2）受力分析计算 边柱的几何尺寸：
2
1
主框架承受的荷载作用在截面型心处，若将受力点移至槽钢侧，则等效附加弯矩为：
m KN ⋅=⨯2.40313.044.128
1）使用状态1，拆下C 支座，风力向墙 ①、受力简图如图4-1
②、主框架受力如图4-2，主框架弯矩图如图4-3。

=0X KN H
B
44.128=
∑=0
B
M
2
1
900
KN
N A 27.132.402/)5.45.8(8.222-=--⨯=
∑=0
A
M
KN
N B 67.3732
.402/)5.55.7(8.222=+-⨯=
主框架受弯矩方程组为：
⎪⎪⎪
⎩
⎪⎪
⎪⎨⎧
+-⨯+-⨯+=--⨯+==M x N x N qx M M x N qx M qx M B A x A x
x )5.7()5.4(21)5.4(2121222
13
5.75
.75.45.40≤≤≤≤≤≤x x x
主框架的弯矩图如图4-3
③.计算：
∑=0
B
M
KN
N A ＝）－（＋533.2532/5.55.78.22.4022⨯=
∑=0
A
M
KN
N B
　87.1032.402/)5.45.8(8.222=--⨯=
主框架受弯矩方程组为：
⎪⎪⎪
⎩
⎪⎪
⎪⎨⎧
+-⨯+-⨯-=--⨯-==M x N x N qx M M x N qx M qx M B A x A x
x )5.7()5.4(21)5.4(2121222
13
5.75
.75.45
.40≤≤≤≤≤≤x x x
主框架的弯矩图如图4-6
3）因升降及坠落状态的计算荷载小于使用状态荷载，所以不用验算。

（4）主框架整体稳定验算： 1）在使用工况下主框架稳定验算 ①.主框架整体结构验算
取：93
.42,474817.58,3.3176.25,96.8,8.1644.128,2.402122221========-=x x i I cm
a cm a cm A cm A cm A KN N m KN M
12158
1.39.181=+=
X
X I W
697
31.652=+=
X
X I W
主框架计算长细比：
5.344.331
12801=⨯=
λ
缀条面积：4.89cm 2 2.3689.469
.21275.3422=⨯
+=λ，查表得：913.0=ϕ
3217975
372169
1020614.33222
2=⨯⨯⨯===A E N N EX
λπδ
X E
m W N N
M
A
N
1)1(ϕβϕσ-
+=
226
20521.732158000
)913.03217975
128440
1(102.4012576
913.0128440
mm N f mm N =<=⨯⨯-⨯⨯+
⨯=∴σ
∴主框架整体结构安全。

②.主框架单肢验算： m KN M ⋅=2.40，KN N 44.128= KN a M a Na N 44.1289
.02
.409.0587.044.12821=+⨯=+=
KN N N N 44.2310544.12812=-=-=
肢1：
⎩⎨
⎧==1800
90000y x l l
⎪⎪⎭⎪⎪⎬
⎫⎪⎪⎩⎪⎪⎨⎧====454.401800375.24900y x λλ 查表878.0min -ϕ
2220508.871680
878.0128440mm N f mm N =<=⨯=
σ
∴肢1安全。

肢2：受拉
2220516.26896
23440mm N f mm N =<==
σ
∴肢2安全。

四、底部绗架的计算 （1）各杆件内力计算
脚手杆自重G 1k =g 1k H=0.1248×13=1.622KN 脚手板自重G 2k =0.35×1.5×0.45=0.236KN 恒载G k =G 1k +G 2k =1.622+0.236=1.858KN 活载Q k =3×1.5×0.45×2=4.05KN
桁架上弦节点作用力F=1.2G k +1.4Q k = 1.2×1.858+1.4×4.05=7.9KN
各杆件内力（见附图）
2、最不利杆件验算
根据计算结果分析，最不利杆件为： 拉杆N 1-3=N 9-10=20.625KN
压杆N A-1=N B-10=23.7KN(此杆为竖向主框架竖肢)
N4-6=N6-8=19.885KN
N8-9=15.8KN
除压杆N A-1、N B-10外，其余杆件均采用Φ48×3.5钢管制作
1）拉杆N1-3,N9-10
λ=l0/i=234/1.58=148<300
σ=N/A=20625/489=42N/mm2<f=205N/mm2
(2) 压杆N4-6,N6-8
λ=l0/i=150/1.58=95<150,ф=0.626
σ=N/фA=19885/(0.626×489)=65 N/mm2<f=205N/mm2
(3) 压矸N8-9
λ=l0/i=180/1.58=114, ф=0.489
σ=N/фA=15800/(0.489×489)=66 N/mm2<f=205N/mm2
故满足要求
五、正常使用状态下支座计算
支座计算说明：
爬架支座计算中，荷载取值均为最不利位置可能出现的最大值。

以次验算支座刚度及稳定性。

（1）支座简图及受力分析图
受力分析如图五-1、2所示。

B
A
E
图五-1支座简图
图五-1支座简图
64.22KN
18.84KN
E
（2）强度计算支座连接杆采用2根6.3槽钢
6.3槽钢
Y Y
X
X
6.3槽钢截面特性： A ＝16.89cm 2 I x ＝102.5cm 4 W x ＝32.53cm 3
60×80×4方钢截面特性： A ＝60×80－52×72＝1056mm 2
I X ＝1/12×（60×803－52×723）＝942592mm 4 i X ＝
88.291056
942562
==A
I X
mm I Y ＝1/12×（80×603－72×523）＝596352mm 4 i Y ＝
76.231056
596352
==A I Y
mm
考虑AC 杆最不利状态（拉杆）：
∑=0C ：
计算长度： L X ＝500mm
150][73.1688
.29500
=<===
V i L x x λ 查表得：992.0min =ϕ
223
/20495.0/77.741056
992.010325.78mm N f mm N A N =<=⨯⨯==ϕσ 安全！
考虑BC 杆最不利状态（压杆）：
22/20495.0/71.631056
1000
28.67mm N f mm N A N =<=⨯==
σ 安全！
AB 杆最不利状态（压杆）：
22/20495.0/06.451056
100058.47mm N f mm N A N =<=⨯==
σ ∴该型支座能满足安全使用要求。

六、砼墙、梁、楼板受冲切承载力计算
在墙板砼强度达到C15等级时，允许爬架爬升，验算此时的墙、梁、板强度按下列公式计算：
6.0h u f f m t ≤
式中：f ------局部荷载设计值
t
f ------砼轴心抗拉强度设计值
m
u ------距局部荷载作用面积周边H/2处的周长
h ------截面有效高度
墙暂按200计算，mm
h 1900=，砼强度等级为C15时，砼抗拉强度设
计值为
2
98.0mm N f t =，一个支座或斜拉杆传给墙、梁的集中荷载设计
值为140KN 。

墙、梁面受冲切承载力为：
KN
N h u f f m t 156156000190134098.06.06.00==⨯⨯⨯=≤>140KN
∴墙、梁完全能满足安全使用要求。

七、主要连接件的计算 （1）穿墙螺栓的计算（T30） N v =Tsin α=37.016×sin720=35.204KN N t =Tcos α=37.016×cos720=11.439KN N c =T=37.016KN N v b =n v
π
d 2/4f v b =1
×
3.14
×
302/4
×
130=91.845KN>N v =35.204KN
N t b =
π
d e 2/4f t b =3.14
×
27.52/4
×
170=100.921KN>N t =11.439KN
N c b =d Σtf c b =30×10×305=91.5KN>N c =37.016KN √
(N t /N t b )2+(N v /N v b )2=
√
(11.439/100.921)2+(35.204/91.845)2=0.40<1
故满足要求
（2）普通螺栓连接的计算
采用M16×45螺栓进行主框架、底部桁架的连接
连接方式为杆轴方向的抗拉连接和抗剪连接，抗拉计算如下：
其中—螺栓的抗拉强度设计值
d—螺栓在螺纹处的有效直径
N b t—受拉承载力设计值，查表得N b t=26.6KN
=26.6×4/3.14×162=0.132KN/mm2，由于抗拉部位主框架的连接螺栓为双螺栓，所以取0.132×2=264N/mm2。

主框架自重3700KG×9.8=36260N
×A=264×201.1=53090.4N＞36260N,满足要求。

抗剪计算如下：
其中—螺栓的抗剪强度设计值
d—螺栓在螺纹处的有效直径
N b v—抗剪承载力设计值，查表得N b v=52.3KN
n v—每一个螺栓受剪面数目
=4×52.3/2×3.14×162=0.2056 KN/mm2=205.6 N/mm2
×A=205.6×201.1=41366.7 N＞36260N,满足要求。

（3）导向轮的计算
附着支座承受最大水平拉力(考虑最不利反风向荷载)
R=(q w l2/2+Na1)/3=(0.486×92/2+84.18×0.2)/3=36.519KN
每个支座4个导向轮，每个导向轮轴(Ф25)承受剪力
V=36.519/4=9.13KN
τ=V/A=9130/(3.14×252/4)=19N/mm2<fv=120 N/mm2
故满足要求
（4）承重顶撑的计算（M30调节螺栓）
安全考虑一个顶撑承受整个架体竖向荷载（正常使用时是两个顶撑受力），顶撑与主框架承重杆最大角度720
顶撑杆承受轴压力N，=N/sinα=84.18/sin720=88.51KN
N t b=πd e2/4f t b=3.14×27.52/4×170=100.921KN> N，=88.51KN
故满足要求
八、本计算书参照如下规定进行计算：
（1）建建〔2000〕230号《建筑施工附着升降脚手架管理暂行规定》
（2）《建筑结构荷载规范》（GBJ9-87）
（3）《冷弯薄壁型钢结构技术规范》（GBJ18-87）
（4）《钢结构设计规范》（GBJ17-88）
九、挑架荷载计算及简图：
（1）搭设参数：
四层为一单元整体，立杆纵距L=1.5m,步距高h=1.8m,内立杆离建筑物外墙壁边线b1=0.3m,施工荷载Q K=2KN/m2,并考虑二层同时施工，脚手架与主体结构连接点竖向间距h1=2.9m,水平距离L1=3m,设计挑架高度H=6步=11.6m。

（3）荷载计算：
1〉立杆： 1.8×6×2×3.85 = 83.16kg
2〉小横杆： 1.4×6×3.85= 32.34kg
3〉大横杆： 1.5×4×6×3.85 = 138.6kg
4〉栏杆： 1.5×2×6×3.85 = 69.3kg
5〉剪刀撑： 1.5×1.414×2×3.85 = 16.33kg
6〉扣件：61×1.35 = 82.35kg
7〉竹笆架板二层： 1.5×1×2×3×9 = 81kg
8〉密目网： 1.5×1.8×6×2 = 32.4kg
9〉施工荷载按架上四人同时操作，每人体重65kg，携带35kg 瓷片、灰浆等材料。

4×〈65+35〉/2=200kg
考虑到二层同时施工200×2×1.05×2=840kg
10〉16#槽钢自重：4.5×19.75 =88.875kg
∑Q=1464.355kg
（4）计算简图：
悬臂钢管计算简图
图五
（5）内力计算：
经内力分析计算：P1 = P2 = ∑Q∕2=1464.355/2=732.178kg
1）按16#槽钢核算强度
I X=563.7cm2W X=80.5cm2[б]=1700kg/cm2
Y=5.52cm E=2.1×106kg/cm2
M A=M max=30P1+135P2
=30×732.178+135×732.178=21965.325+98844.03
=120809.355kg·cm
б= M A/W X=120809.355/80.5=1500.74kg/cm2﹤[б]=1700kg/cm2故强度是安全的。

2）按16#槽钢挠度核算
充许挠度：[f]=L/400=1350/400=3.375mm
由载荷产生挠度：f=f1+f2
P1产生挠度: f1= P1L13/3EI X
=(732.178×303)/(3×2.1×106×563.7)×10=0.0557mm
P2产生挠度: f2= P2L3/3EI X
=(732.178×1353)/(3×2.1×106×563.7)×10=5.0726mm
总挠度f=f1+f2=0.0557+5.0726=5.128mm
故挠度不安全。

3）增加斜撑后，斜撑承P2荷载，16#槽钢挠度仅P1产生f1=0.0557mm，而充许挠度[f]=3.375mm
挠度安全系数K=3.375/0.0557=60.592 是安全的。

核算斜撑位压强度：tgα=135/360=0.375 α=20.56°
斜撑的轴向力：N1= P2/cos20.56°=732.178/0.936=782.24N
斜撑计算长度：L0=360/ cos20.56°=360/0.936=384.6Ccm
斜撑长细比：λ= L0/I=384.6/1.578=243
查表：16-17得Ф=0.124
б=N1/ФA=756.48/(0.124×498)=12.3kg/mm2﹤[205N/mm2]
故斜撑是安全的。

因此，经计算该悬挑架构造做法满足施工要求。

十、卸料平台的施工
卸料台应设在窗洞口部位，在建筑物的垂直方向应错开布置，以免妨碍吊运物品，卸料台必须设置防护栏杆。

1、结构设计
（1）主梁采用14号(140×48×5.3)槽钢，次梁为∠63×5等边角钢，力学性能符合《钢结构设计规范》GB50017中Q235钢的规定。

（2）吊环选用φ20，钢丝绳选用φ12.5，平台面满铺二层15厚多层板。

钢平台两侧设置1200mm高φ15钢管护身拦杆，外挂绿色密目安全网。

下部搁支点和上部拉结点采用∠63×5角钢，φ20螺栓卡箍。

（3）何尺寸选用：平台长3500mm，宽1700mm。

2、卸料平台构造图
护栏
卸料平台剖面构造图卸料平台平面布置图
14#槽钢
图 七
图 八
3、结构计算
考虑转料荷载5KN （500kg ），施工人员1人（1KN ），共计荷载6 KN 。

则荷载标准值为6÷3.5×1.7=1KN/㎡
（1）验算∠63×5
按简支梁考虑，次梁长l=1700mm ，取1200mm 板宽， 则q 1=1×1.2=1.2 KN/m 角钢自重：q 2=4.822×10-2 KN/m 多层板自重：q 3=0.03×1.2=0.036 KN/m 总荷载设计值： q=1.4q 1+1.2(q 2+q 3)
=1.4×1.2＋1.2×(0.048+0.036)=1.78 KN/m
M max=1/8ql2=1/8×1.78×1.72=0.643KN·m
V=1/2ql=1/2×1.78×1.7=1.513KN
查型钢特性表得∠63×5的截面特征为ωx=3.9×103mm3
根据《钢结构设计规范》，设计强度乘以0.95折减系数，则Mcos45°0.643×0.707×106
σ= =
γxωx 1.05×3.9×103
=116.6N/mm2＜0.95f=0.95×215=204 N/mm2
可满足要求。

（2）验算[100×48×5.3槽钢
0.76 1.52 1.52
R
60°）
1150 1200 650 500
槽钢自重：q1=10.007×10-2 KN/m
槽钢顶部预埋φ48×3.5钢管高200㎜@1200mm计4根：G=4×0.2×3.84×10-2=0.031 KN
护身栏杆高1200㎜@1200mm,水平栏杆设二道：
L=3.5×2＋1.2×4=11.8 m
G=11.8×3.84×10-2=0.453KN
q2=(0.031＋0.453)/3.5=0.139 KN/m
总荷载为：q=1.2(q1+q2)=1.2(0.1+0.139)=0.287 KN/m
R b*sin60°*3=1/2*0.287*3.52+1.52*（1.15+2.35+3.5）
R b=4.772 KN
R AH=R b cos60°=4.772*cos60°=2.386KN
R AV=0.76+1.52*3+0.287*3.5－R b sin60°=2.20 KN
距下支点1150mm处跨中弯距最大，
M max=-0.76*1.15+2.20*1.15-1/2*0.287*1.152=1.466 KN·m N=－2.386 KN
查型钢特性表得[100×48×5.3的截面特征为
A n=1074㎜2i x=39.5㎜E=2.06*105N/mm2ωx=39.7×103mm3
槽钢按压、弯构件考虑
强度验算:
N M max 2.386×103 1.466×106
σ= + = + = 37.39N/mm2
A n γxωx 1074 1.05×39.7×103
＜0.95f =0.95×215=204 N/mm2
满足要求
验算构件在弯距作用平面内的稳定性:
λx=l x/i x=3500/39.5=88.6 按b类截面得ψx=0.631
N EX=π2EA/1.1λx2=π2*2.06*105*1074/(1.1*88.62)=252.6KN
构件为悬臂构件，取βmx=1.0
N βmx M x
+ =38.96 N/mm2
Ψx A γx W x(1－0.8N/N’EX)
38.96 N/mm2＜0.95f =0.95*215=204 N/mm2
满足稳定要求。

（3）R b为4.772 KN，单根φ12.5钢丝绳抗拉强度为95 KN，单个φ20吊环承载力为25 KN，满足要求。

爬架计算书
一、爬架主要设计参数：
架体高度14.4米，跨度7.2米，宽度0.9米，架体立杆间距1.5米，步距1.8米，小横杆间距1.5米。

爬架计算书计算参数：架体高度14.40米，跨度7.5米，14.4×7.5=108㎡＜110㎡其它采用原设计数值不变。

（一）、荷载
1、恒载标准值G K
主框架及架体所采用的材料规格及截面特征参数为：
（1）采用φ48×3.2钢管的构件的长度： 立 杆：L=13×3×2=78ｍ；
大横杆：L=2×7×8.5=119 m(每根长度按8.5m 计算）； 小横杆：L=9×7×1.2=76m (每根长度按1.2m 计算）； 纵向支撑（剪刀撑）：L=4×22)313(
8++4×22)313
(4+=61m(按单片剪刀撑
计算)
架体结构边柱的缀条：横缀条7根，斜缀条6根，共两片。

L=2×(6×
9.07)613(
9.02
2⨯++)=41m
水平支撑（水平剪刀撑）：L=2×(1.8+4×2
248.1+)=39m 架体内的水平斜杆：L=3×4×2
229.0+=27m
护拦：L=2×9×3=54m 采
用
2
.348⨯Φ管的构件的总长度为：
∑=L 78+119+76+61+41+39+27+54=495m
所用钢管的总重量为：G Φ=495×3.89=1926kg
采用匚6.3的架体构件为架体结构的边柱。

长13m 共四根。

所用槽钢匚6.3的总重量为：G 匚 =4×13×6.6=345kg 采用Φ48钢管的架体构件为架体结构的边柱，长13m 共2根。

所用Φ48钢管的总重量为：G O =2×13×3.84=99.84kg 则架体结构的自重为（对架体边柱考虑0
010
的构造系数）：
G=G Φ+(G 匚 +G O ）×1.1=1926+1.1×(345+99.84）=2510kg （2）脚手板自重：
板宽0.9m ，长8m,厚4cm ，按原计算考虑有四步脚手板，脚手板为800Φkg/m 3的木材。

根据荷载规范木脚手板自重取0.35KN/ｍ2。

（3）安全网：
仍用原计算的数据但按面积比增大。

安全网的重量为：G n =11680
⨯×8×13=130kg
（4）固定支架及支座：
仍用原计算的数据但由于长度增加而相应增大。

固定支架及支座的重量为：固定支架重量减去1000kg
G c =6.11000
×1.8-1000=130kg
永久荷载总表：
2、施工活荷载标准值Q K
根据荷载规范：
施工均布活荷载标准值
按照《建筑施工附着升降脚手架管理暂行规定》第二章第九条：
结构施工按二层同时作业计算，使用状况时按每层3KN/ｍ2计算，升降及坠落状况时按每层0.5KN/m2计算；
装修施工按三层同时作业计算，使用状况时按每层2KN/ｍ2计算，升降及坠落状况时按每层0.5KN/ｍ2计算。

（1）结构施工：
使用状态：3×0.8×8×2=38.4KN
升降、坠落状态：0.5×0.8×8×2=6.4KN
（2）装修施工：
使用状态：2×0.8×8×3=38.4KN
升降、坠落状态：0.5×0.8×8×3=9.6KN
施工活荷载标准值Q K取：38.4KN
3、风荷载
根据《建筑结构荷载规范》（GBJ9-87）: o z s k w k W ⨯⨯⨯=μμ
式中： k ------ 风压折减系数，在取当地基本风压值时，取0.7； z μ ------ 风压高度变化系数，按B 类地区高100米的高层建筑上施工考虑，取2.1；
s μ ------ 风荷载体型系数，其计算如下： 背靠建筑物状况全封闭取ϕ0.1，敞开、开洞ϕ3.1 ϕ为脚手架封闭情况确定的挡风系数
脚手架迎风面积脚手架挡风面积
=
ϕ
W O ------ 标准基本风压，按照西安地区取2
35.0m KN ，升降及
坠落工况取2
25.0m KN
∴风荷载W k 为：
o z s k w k W ⨯⨯⨯=μμ＝2/235.035.01.232.00.1m KN =⨯⨯⨯ 考虑架体外侧有安全网，增加挡风系数，所以将风荷载W K 增加10％ 考虑架体外侧有安全网，增加挡风系数，所以将风荷载W K 增加10％
2/35.031.01.1m KN W K =⨯=∴
（二）、荷载分项系数 静荷载： 2.1=G r 活荷载：
4
.1=Q r
结构重要性系数： 9.00=r 可变荷载组合系数： 85.0=ϕ
荷载变化系数： 3.11=r （使用工况）
荷载变化系数： 0.22=r （升降及坠落工况）
二、架体结构的构件计算：
本节所计算的架体的构件主要包括脚手板、脚手架钢管强度的计算。

1、脚手板强度计算：
脚手板取自重标准值为0.35
2m KN ，板上的活荷载为22m KN ； m KN q 22.34.122.135.0=⨯+⨯=
按跨度为1.5米的三跨连续梁进行计算，并考虑最不利的活荷载位置， m KN l q M ⋅=⨯⨯=⨯⨯=72.05.122.31.01.022
（1）、强度计算：
2262
221132400001072.0240000409006
161mm N f mm N W M mm h b W w =<=⨯===⨯⨯=⨯⨯=
σ ∴脚手板的强度满足要求。

（2）、挠度计算：
计算公式：][10099.03l v I E l q l
v n ≤⨯⨯⨯= 式中：
m N q q mm bh I mm N
E n 9.29.022.39.048000004090012
112190004
332
=⨯=⨯==⨯⨯===
150445104810910053=⎥⎦⎢⎣<=⨯⨯⨯⨯=∴l l
∴脚手板的挠度满足要求。

2、大横杆计算：
大横杆按跨度为1.5米，跨中承受一个集中力为P 的三跨连续梁进行计算，并考虑连续梁活荷载的最不利位置。

KN p 42.25.122.321=⨯⨯= (计算值)
KN p n 18.25.19.221=⨯⨯=
(标准值) （1）、强度计算：
f W M ≤=σ
式中：
308.5773.05.142.2213.0213.0cm W m
KN pl M =⋅=⨯⨯==
22362052.1521008.510773.0mm N f mm N W M =<=⨯⨯==∴σ ∴大横杆强度满足要求。

（2）、挠度计算；
⎥⎦⎤⎢⎣⎡≤=l v EI l p l
v n 100615.12 式中：
42319.12102065.159.1cm I mm N
E m
l KN
p n =⨯===
15031710
19.121020610043=⎥⎦⎢⎣<=⨯⨯⨯⨯=∴l l ∴大横杆的挠度满足要求。

3、立杆强度计算：
材料特征：采用φ48×3.5钢管
材料长细比：
1509.1138.1518000<===i l λ
立杆符合安全要求。

三、架体结构的主框架计算
1、荷载计算
恒载标准值G k ：37.53KN
施工活荷载标准值Q K
结构施工：
使用状态 ：3×0.8×8×2=38.4KN
升降、坠落状态 ：0.5×0.8×8×2=6.4KN
装修施工：
使用状态 ：2×0.8×8×3=38.4KN
升降、坠落状态 ：0.5×0.8×8×3=9.6KN
施工活荷载标准值Q K 取：38.4KN
在使用工况下单榀主框架的计算荷载为：
KN 44.1283.14.14.382.153.37=⨯⨯+⨯）
（ 在提升、坠落工况下单榀主框架的计算荷载为：
KN 96.11624.16.92.153.37=⨯⨯+⨯）
（
在使用工况状态下风荷载为：
28.2835.0m KN =⨯
在升降及坠落工况状态下风荷载为：
225.0m KN
2、受力分析计算
边柱的几何尺寸：
主框架承受的荷载作用在截面型心处，若将受力点移至槽钢侧，则等效附加弯矩为：
m KN ⋅=⨯2.40313.044.128
（1）、使用状态1，拆下C 支座，风力向墙
①、受力简图如图4-1
②、主框架受力如图4-2，主框架弯矩图如图4-3。

2 1 2
1 900
③、计算：
∑=0X KN H
B 44.128= ∑=0B M
KN N A 27.132.402/)5.45.8(8.222-=--⨯=
∑=0A M
KN N B 67.3732.402/)5.55.7(8.222=+-⨯=
主框架受弯矩方程组为：
⎪⎪⎪⎪⎪⎪⎨⎧+-⨯+-⨯+=--⨯+==M x N x N qx M M x N qx M qx
M B A x A x x )5.7()5.4(1)5.4(21212225.75.45.40≤≤≤≤x x
③、计算：
∑=0B M
KN N A ＝）－（＋533.2532/5.55.78.22.4022⨯=
∑=0A M
KN N B 87.1032.402/)5.45.8(8.222=--⨯=
主框架受弯矩方程组为：
⎪⎪⎪⎩
⎪⎪⎪⎨⎧+-⨯+-⨯-=--⨯-==M x N x N qx M M x N qx M qx M B A x A x x )5.7()5.4(21)5.4(2121222 135.75.75.45
.40≤≤≤≤≤≤x x x 主框架的弯矩图如图4-6
（3）、因升降及坠落状态的计算荷载小于使用状态荷载，所以不用验算。

4、主框架整体稳定验算：
(1)、在使用工况下主框架稳定验算
①、主框架整体结构验算
取：93.42,474817.58,3.3176.25,96.8,8.1644.128,2.40212
2221========-=x x i I cm
a cm a cm A cm A cm A KN
N m KN M
121581.39.181=+=X X I W 69731.652=+=
X X I W 主框架计算长细比：
5.344.33112801=⨯=λ
缀条面积：4.89cm 2
2.3689.469.21275.3422=⨯+=λ，查表得：91
3.0=ϕ 3217975372169102061
4.332222=⨯⨯⨯===A E N N EX λπδ
X E
m W N N M
A N 1)1(ϕβϕσ-+= 22620521.732158000)913.032179751284401(102.4012576913.0128440mm N f mm N =<=⨯⨯-⨯⨯+⨯=∴σ ∴主框架整体结构安全。

②、主框架单肢验算：
m KN M ⋅=2.40，KN N 44.128=
KN a M a Na N 44.1289.02.409.0587.044.12821=+⨯=+=
KN N N N 44.2310544.12812=-=-=
肢1：⎩⎨⎧==180090000y x l l
⎪⎪⎭⎪⎪⎬⎫⎪⎪⎩
⎪⎪⎨⎧====454.401800375.24900y x λλ 查表878.0min -ϕ 2220508.871680
878.0128440mm N f mm N =<=⨯=σ ∴肢1安全。

肢2：受拉
2220516.26896
23440mm N f mm N =<==σ ∴肢2安全。

四、底部绗架的计算
1、各杆件内力计算
脚手杆自重G 1k =g 1k H=0.1248×13=1.622KN
脚手板自重G 2k =0.35×1.5×0.45=0.236KN
恒载G k =G 1k +G 2k =1.622+0.236=1.858KN
活载Q k =3×1.5×0.45×2=4.05KN
桁架上弦节点作用力F=1.2G k +1.4Q k = 1.2×1.858+1.4×4.05=7.9KN 各杆件内力（见附图）
2、最不利杆件验算
根据计算结果分析，最不利杆件为：
拉杆N1-3=N9-10=20.625KN
压杆N A-1=N B-10=23.7KN(此杆为竖向主框架竖肢)
N4-6=N6-8=19.885KN
N8-9=15.8KN
除压杆N A-1、N B-10外，其余杆件均采用Φ48×3.5钢管制作（1）拉杆N1-3,N9-10
λ=l0/i=234/1.58=148<300
σ=N/A=20625/489=42N/mm2<f=205N/mm2
(2) 压杆N4-6,N6-8
λ=l0/i=150/1.58=95<150,ф=0.626
σ=N/фA=19885/(0.626×489)=65 N/mm2<f=205N/mm2
(3) 压杆N8-9
I x ＝102.5cm 4
W x ＝32.53cm 3
60×80×4方钢截面特性：
A ＝60×80－52×72＝1056mm 2
I X ＝1/12×（60×803－52×723）＝942592mm 4
i X ＝88.291056
942562==A I X mm I Y ＝1/12×（80×603－72×523）＝596352mm 4
i Y ＝76.231056
596352==A I Y mm
考虑AC 杆最不利状态（拉杆）：
∑=0C ：
计算长度： L X ＝500mm
150][73.1688
.29500=<===V i L x x λ 查表得：992.0min =ϕ
223
/20495.0/77.741056
992.010325.78mm N f mm N A N =<=⨯⨯==ϕσ 安全！
考虑BC 杆最不利状态（压杆）：
22/20495.0/71.631056
100028.67mm N f mm N A N =<=⨯==σ 安全！
AB 杆最不利状态（压杆）：
22/20495.0/06.451056
100058.47mm N f mm N A N =<=⨯==σ 2、剪力墙支座（1000支座;固定螺栓距L AB ＝600mm ）强度计算
E＝
6.3槽钢截面特性：A＝16.89cm2
I x＝102.5cm4
W x＝32.53cm3
i x＝2.45cm
考虑最不利状态：∑=0
C：
AC AC
AB
K
A L
L N
L
N
N
⨯+
⨯
=风＝109.3KN/mm2 ∑=0
A：
AC
AB K C L L N N ⨯=＝82.26KN/mm 2
计算长度：L y ＝1000mm 150][82.405
.241000=<===V i L y y λ 查表得：739.0min =ϕ
223
/20495.0/1.1841056
739.01067.143mm N f mm N A N =<=⨯⨯==ϕσ ∴该型支座能满足安全使用要求。

六、砼墙、梁、楼板受冲切承载力计算
在墙板砼强度达到C15等级时，允许爬架爬升，验算此时的墙、梁、板强度按下列公式计算：
06.0h u f f m t ≤
式中：f ------局部荷载设计值
t f ------砼轴心抗拉强度设计值
m
u ------距局部荷载作用面积周边H/2处的周长 0h ------截面有效高度
墙暂按200计算，mm h 1900=，砼强度等级为C15时，砼抗拉强度设计值为298.0mm N f t =，一个支座或斜拉杆传给墙、梁的集中荷载设计值为140KN 。

墙、梁面受冲切承载力为：
KN N h u f f m t 156156000190134098.06.06.00==⨯⨯⨯=≤>140KN
∴墙、梁完全能满足安全使用要求。

七、主要连接件的计算
1、穿墙螺栓的计算（M30）
N v=Tsinα=37.016×sin720=35.204KN
N t=Tcosα=37.016×cos720=11.439KN
N c=T=37.016KN
N v b=n vπd2/4f v b=1×3.14×302/4×130=91.845KN>N v=35.204KN N t b=πd e2/4f t b=3.14×27.52/4×170=100.921KN>N t=11.439KN
N c b=dΣtf c b=30×10×305=91.5KN>N c=37.016KN
√(N t/N t b)2+(N v/N v b)2=√(11.439/100.921)2+(35.204/91.845)2=0.40<1
故满足要求
2普通螺栓连接的计算
1.采用M16×45螺栓进行主框架、底部桁架的连接
2.连接方式为杆轴方向的抗拉连接和抗剪连接，抗拉计算如下：
其中—螺栓的抗拉强度设计值
d—螺栓在螺纹处的有效直径
N b t—受拉承载力设计值，查表得N b t=26.6KN
=26.6×4/3.14×162=0.132KN/mm2，由于抗拉部位主框架的连接螺栓为双螺栓，所以取0.132×2=264N/mm2。

主框架自重3700KG×9.8=36260N
×A=264×201.1=53090.4N＞36260N,满足要求。

抗剪计算如下：。