托换加固方案.docx

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托换加固方案

第1章托换方案设计说明

1.1工程项目概况

本工程建设地点位于昆明市，始建于1937年，1940年投入使用，历经近70年，其间又经过

多次改造，建筑材料已严重老化，结构受力体系存在严重隐患。

2005年7月被××区房屋安全鉴

定办公室鉴定为危房。

但由于该建筑具有一定的保留价值，经多次论证协商，规划部门要求正立面（南立面）墙体做保护性修缮，内部结构拆除重建。

自2006年12月10日以来，我公司受业主委托承担了该项目的墙体保护加固和拆除施工任务，经时近40d时间将南面墙体完整地加固保留了下来，同时拆除了内部结构及地下室工程。

在经历了昆明的风季，经历了近7个月的风雨，并经历了两次强风的考验，南面墙体依然稳定地立于原位。

通过长期测量观测，墙体没有出现沉降及位移情况。

综合上述情况，原墙的临时加固保护措施是行之的效的，加固方案是科学的、有保证的。

根据业主的要求，经设计院等多方提出在原临时保护的基础上，需将一层结构改造为全框架

结构，需在二层板处在墙内设置一道托梁，将上部墙体荷载托换至梁上。

根据

2007年6月4日

在××街建设单位办公室召开的由建设单位、设计单位、施工单位、监理单位、地勘单位及测绘局等相关单位人员，并请多名老专家参加的墙体托换方案研讨结论及相关要求和建议，拟采用钢管支撑架进行托换处理，局部采用小型型钢梁进行双重托换处理，将二层以上墙体全部托空后施工托换钢筋混凝土柱和梁。

1.2方案设计依据

1.2.1依据业主相关委托和要求。

1.2.2云南省××设计院出的图纸要求等。

1.2.3《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）。

1.2.42007年6月4日在××街建设单位办公室召开的由建设单位、设计单位、施工单位、

监理单位、地勘单位及测绘局等相关单位人员，并请多名老专家参加的墙体托换方案研讨结论及

相关要求和建议。

1.3方案设计重点

1.3.1本方案所加固的墙体为1937年建设的老墙体，由于其年代久远，墙砌筑砂浆强度很

低，墙体的稳定性较差。

1.3.2根据规划要求保留该建筑的外立面原貌，原建筑已经拆除，仅保留了南立面墙体，现

墙体已经通过前期的准备和临时加固稳定措施，将南面墙体完整保留了下来，但根据后期业主的

要求，一层墙体必须改为四个空间的商铺，采用共七棵钢筋混凝土柱作为上部墙体支撑结构，而

在结构二层就必须采用托换处理，将二层以上墙体的荷载在二层转托至七棵柱后，再传至新建人

工挖孔桩基础上，将二层以上原墙体完整地保留下来。

1.3.3墙体所处地理位置极为特殊，位于市中心商业区，墙体高

19.354m，总长

32m，总重

约640t，要将这样一壁又高又长又重的老墙先实行托空，

再在其下做一根钢筋混凝土大梁，

将其

稳妥地永久地托起。

这是一项十分艰巨的特殊保护工程。

1.3.4风荷载是墙体不稳定的最大危险，目前通过前期临时加固墙体基本稳定，但下一步如

何托换处理，那是一个更难的全新的课题，一定要精心的设计，精心施工，决不能出半点差错，

要做到万无一失，方案一定要经过专家反复论证，并先进行试点，再逐步推开。

第2章加固方案设计简明计算

根据本工程墙体特点，在托换施工过程中如何实现安全稳妥地托换墙体自身的巨大荷载，首

先要设计一套完整体系将640t重的高大墙体临时托住，最后又要安全平稳地转移至新的结构上，

不允许有变形、不倾斜、不沉降、不开裂。

将这一壁有近70年历史的老墙体完整地保护下来。

2.1墙体自重计算

2.1.1两端墙体自重荷载计算

两端墙体高度三层，上部有一段女儿墙。

理论墙体高度为11.87m，折算取墙总高度为12m，

由于其墙体厚度在600mm~350mm，为保证托换安全，取墙均厚为h=500mm，砖墙自重取1800

kg/m3，则每米墙重自托换层起其重量为：

SGHhl

1.351812

0.51

148kN/m，按

150KN/m计取。

上式中，

G—为永久荷载分项系数，取

G1.35

1800kg/m

3，砖墙容重。

l1m，计算墙宽。

2.1.2中间部份墙体自重荷载计算

中间墙体高度为四层，上部有一段女儿墙。

理论墙体高度为

14.75m，折算取墙总高度为

15m，

由于其墙体厚度在

600mm~250mm，为保证托换安全，取墙均厚为

h=500mm，为保证偏于安全，砖

墙自重取

1800kg/m3，则每米墙重自托换层起其重量为：

SGHhl

1.3518150.51182kN/m，按

200kN/m计取。

上式中，

G—为永久荷载分项系数，取

G1.35

1800kg/m3，砖墙容重。

l1m，计算墙宽。

说明：

由两端计算和中间墙体的计算，其重量最重为中间墙体，计算取200kN/m，为保证墙

体托换的安全可靠性，采取两端的托换方式与中间部份支撑体系的加固托换方式一致，两端不再

进行计算，以中间段为主要计算托换依据。

2.2窗间墙加固托换型钢计算

根据2007年6月4日专家专题会议精神和云南省××设计院项目墙体加固大纲，在窗间墙

和局部位置设置一条临时型钢梁作为临时支撑，间距约为950mm，考虑取1m，根据专家会议精神

要求此部份临时支撑可承担至少约墙体自重的1/2左右的荷载，即10t/m的荷载。

省设计院计算

采用截面为200×300×12×16的型钢梁，根据我公司的施工经验，我公司拟采用2根14a型号

槽钢的组合成一个方管梁支撑上部荷载；采用钢管脚手架支撑代替型钢柱支撑，以减少托换成本。

2.2.1支撑方管梁验算

由于二层墙窗洞较多，计划采用在二层门窗洞和一层窗洞进行加固的办法将上部墙体的荷载

传递至老墙体基础上。

由查《钢结构设计手册》得知，2

根

14a型号槽钢组合后的相关数据：

截面面积为：

2；

A37020mm

截面惯性矩为IX

4

1127.4cm；

截面抵抗矩为WX

3

161.06cm；

回转半径为iX5.52cm。

2.2.1.1上部方管计算（

1号方管）

根据门窗洞口尺寸，支撑梁间距最大取为

600mm，二层以上墙厚为400mm厚，其梁承受的荷

载最大考虑为F=200kN/m计算，则一根单梁承担的最大荷载为F12000.6kN/m120kN/m，

方管梁考虑出墙每边150mm，方管梁总长900mm，可调丝杆支撑点布置在距墙边进60mm。

将方管梁看作为一个简支梁，其计算简图如下，梁自身荷载不考虑，则

335

355

210

1

1

2

F1

2

F1

RA

RB

计算简图

则根据公式得出其最大弯矩为

RA

565

210

F1

（0.627

0.233）

120

（

900

）

51.62kN；

900

2

2

RB

690

335

F1

（0.767

0.372）

120

kN；

（

900

）

68.36

900

2

2

MRARAa1

51.62

0.335

17.29

kN·m；

MRB

RBa168.36

0.2114.36kN·m

MmaxMRA17.29kN·m，则验算其受弯能力为

Mx

f

由XWX得

Mmax

17.29103

2

2

XWX

102.24N/mm≤f=205N/mm

1.05161.06

则方管梁能满足要求，可采用

2根14a型号槽钢组合成方管作为支撑转换梁。

2.2.1.2下部方管计算（2号方管）

根据门窗洞口尺寸，支撑梁间距最大为600mm，一层墙厚为600mm厚，其梁承受的荷载最大

为

=200kN/m计算，则一根单梁承担的最大荷载为

F1

200

0.6kN120kN，方管梁考虑出墙

F

每边150mm，方管梁总长

900mm，可调丝杆支撑点布置在距墙边进

60mm。

将方管梁看作为一个简

支梁，其计算简图如下，梁自身荷载不考虑，则其最大弯矩为

210

480

210

1

1

2F1

2F1

R

RB

A

计算简图

则根据公式得出其最大弯矩为：

RA

RB

690

210

F1

（0.767

0.233）

120

（

）

2

60.00kNkN；

900

900

2

MRA

RAa1

12.60kN·m；

Mmax

MRA

12.6kN·m，则验算其受弯能力为

Mx

f

XWX

由

得

Mmax

12.06103

2

2

XWX

74.5N/mm≤f=205N/mm；

1.05

161.06

则方管梁能满足要求，可采用2根14a型号槽钢组合成方管作为支撑转换梁。

2.2.2支撑钢管柱验算

在紧靠墙两边采用碗扣架可调丝杆与A48×3.5mm的钢管组合成支撑体系，每边一根，每根

承受荷载为N=0.6×200/2=60kN，根据《建筑施工手册》和《建筑施工计算手册》查得普通钢管

A48×3.5mm的钢管的受压承载能力为≤

87.20kN，即最大可承受约

80kN的荷载。

由手册查得

A48×3.5mm的钢管回转半径为

i

15.8mm，在两个支撑间采用扣件将支撑立杆连接牢固，步距计

划采用

l0

1.2m，则其长细比为：

l0

1200

0.733;

i

75.9，则查手册用插入法可得出钢管轴心受压时的稳定系数为

15.8

根据A48×3.5mm的截面面积为A

2

fc205

2

4.89102mm，Q235

钢材抗压强度设计值为

N/mm，

/

材料分项附加系数查手册取m1.59。

方管梁支撑钢管计算

方管间距取600mm，则钢管所承受的最大荷载为N68.36kN，将方管梁自身和碗扣架可调丝

杆及钢管自重荷载不考虑，则可根据公式计算得出：

（1）钢管的稳定性

N

f

，计算得出

A

68.36

10

3

190.72

2

2

0.733

4.89

102

N/mm≤f=205N/mm，则符合要求，即采用钢管支撑满足要求，由于

其满足条件基本平衡，在施工时必须保证钢管步距在

1.2m。

（2）钢管的强度验算

N

f，计算得出

a

An

68.36

103

2

2

4.89

102

139.80N/mm≤f=205N/mm，则强度符合要求，即采用钢管支撑强度满足要求。

2.2.3支撑柱与托换梁节点处理措施

（1）托换梁处理

托换梁采用

2根

14a型号槽钢组合方管梁，梁长为墙厚

600mm，两端头各加长

200mm，梁总

长为

1000mm。

梁布置在二层，在没有窗洞的窗间墙施工前将托换位置准确地定位在墙体上，

通过

人工轻凿、切等手段将梁位置打出洞口，打凿时尽可能减少洞口尺寸，将梁置于墙洞中，托起上

部墙体，用不低于

C25的膨胀混凝土再将钢梁与墙洞进行浇筑为一整体。

窗间墙处钢梁处理时必须间隔进行，分段分区进行，不得从一边紧靠进行，必须采用“做一隔二“的托换方式进行，最后重复将其全部托换。

先进行最西边一段，然后认真总结经验后再逐步托换。

（2）托换梁与支撑柱节点处理

由于考虑到托换梁为型钢组合梁，而钢管支撑柱为碗扣架可调丝杆与钢管组合形式支撑柱，

为保证支撑柱与钢梁的牢固稳定，在碗扣架可调丝杆托架上口与梁相交接处，采用电弧焊将碗扣架可调丝杆撑托左右与钢梁焊接牢固，使梁与碗扣架可调丝杆形成固接，以防止因碗扣架可调丝杆支撑托与钢梁发生滑移或偏移；焊接时碗扣架可调丝杆调整节不能焊接，只能将托板与钢梁焊接。

在支撑柱间采用钢管扣件将其两柱连接，并与周边加固架进行有效地连接，使加固架与支撑钢管柱形成一个整体，使其能保证支撑钢管的整体稳定。

（3）支撑柱基础处理

根据现场实际情况，支撑架的支撑点全部落在原墙下老基础之上，墙北面将老墙基础放大脚

开挖出来，将支撑钢管柱置于基础放大脚上，而墙南面的支撑钢管柱则支承在××街面地砖上，

南边钢管下脚均采用50板进行铺垫，铺垫必须平稳，在钢管下脚加设一块不小于150×150mm的12mm厚的钢板，钢板中心上焊长度不小于150mm垂直于钢板的直径为B33的插接钢管，以利于支撑钢管插套的准确定位。

钢管底脚必须设置扫脚杆，并且与加固架体要形成一个整体，在局部不

能与加固架体拉接时，必须进行单独加固处理，保证支撑钢管柱下脚的稳定。

北面钢管正中段落于原建筑物一层板上，在其板下进行临时加固支撑，板下同样采用可调支

撑杆进行局部加固支撑，沿新建建筑物处支撑双排架，最外一排设置在新建建筑物的地梁上，紧

靠墙体支撑架落于老建筑物的地下室部份。

支撑架间距同上部架体必须保证在同一垂直线上，在

楼板上同样要进行垫块的支撑。

除北面中间段外，其余北面、最东面和最西面建筑物内支撑架下脚处理采用浇灌一条500mm

宽的C25混凝土，厚度不小于400mm，将墙脚下的放大脚开挖出来，宽度达到500mm，上部架体

荷载传至混凝土上再传至老基础上。

2.3可调丝杆支撑托换梁处的验算

在托换梁处考虑采用碗扣架可调丝杆支撑托架与钢管组合形成临时支撑体系，将整段墙体托

空，待托梁钢筋混凝土梁施工完成并养护达到强度后拆除梁下和梁外部份支撑体系，其中梁内部

份支撑一同浇灌入托换梁结构内。

由前述墙体自重取200kN/m，则临时支撑每米必须采用四根碗

扣架可调丝杆支撑，并排错位设置，碗扣架可调丝杆上设置两排10号槽钢，反向布置，在槽钢

上设置12mm厚钢板，钢板宽同墙宽，直接支撑老墙体，加固时采用水泥砂浆在钢板上与老墙体

挤密，槽钢与钢板进行焊接。

碗扣架可调丝杆下部采用A48×3.5mm钢管作为支撑柱，将墙体荷

载传递至原老墙体基础或下段墙体上，并采用扣件式水平连接钢管将支撑钢管柱与原墙体保护加

固架子连接形成一个整体。

2.3.1支撑钢管柱计算

考虑采用钢管进行支撑，在有门洞的地方由钢管直接传至老基础上，在无门窗洞处将荷载传

至拆除后下段墙体上。

在墙内采用碗扣架可调丝杆与A48×3.5的钢管组合成支撑体系，每段墙内设置两根，每米

共设置4根，由由前面计算墙内每根承受荷载为T0.5200

1

50kN，根据《建筑施工手册》

2

和《建筑施工计算手册》查得普通钢管

A48×3.5mm的钢管的受压承载能力为≤

87.20kN，由手册

查得A48×3.5mm的钢管回转半径为

i15.8mm，在两个支撑间采用扣件将支撑立杆连接牢固，由

托梁高为900mm，则托梁内支撑的长细比为：

l0

900

0.87，

i

56.9，则查手册用插入法可得出钢管轴心受压时的稳定系数为：

15.8

钢管强度验算

N489

0.8720587213.15N＞68360N，则满足要求。

根据A48×3.5的截面面积为

2

2

2

，

A4.8910

，Q235钢材抗压强度设计值为

fc205

mm

N/mm

材料分项附加系数查手册取

/

1.59，钢管所承受的上部荷载最大取N50

kN，则可根据公式

m

计算得出：

（1）稳定性验算

N

f，计算得出

A

50

103

2

2

0.733

4.89

102

139.49N/mm≤f

=205N/mm，则稳定性符合要求，即采用钢管支撑满足要求。

（2）钢管的强度验算

N

50

103

2

2

a

f，计算得出

2

102.25N/mm≤f=205N/mm，则强度符合要求，即采用钢

An

4.89

10

管支撑强度满足要求。

2.3.2水平支撑槽钢计算

托梁内每米布置四个支撑点和两条槽钢，按力均分原则每条槽钢受力，由每米墙重最大取

200KN/m，而采用碗扣架可调丝杆支撑，间距按等距布置原则，支撑间距则为500mm，由则可计算

得出墙内单条槽钢所承受的荷载为

q

1P0.550kN，将槽钢的单条受力看作为均布置，

按单跨

2

简支撑体系计算其槽钢的受力情况。

250250250250

钢板q=50kN/m

槽钢

N1N2

计算草图

按最不利用的单跨简支梁进行计算，由查资料得

10#槽钢，其断面截面面积

2

A1274.8mm，

而Q235钢材的抗压、抗拉设计强度为

2

f205N/mm。

600

q

钢板与槽钢

焊接组合

12mm厚钢板

10号槽钢

8044080

计算简图

由MA

MB

1ql2

1

50

0.252

1.562

kN·m，两者为相等；

2

2

M

1

ql21

50

0.52

1.562kN·m

8

8

W

M

1.562

10

6

3

f

205

7621.95cm，则：

1.2，

1.05，Wymin

3

查表得其截面塑性发展系数

x

y

7.80cm，则由公式可得出抗弯

强度为：

My

f

My

1.562

103

2

2

yWy

；

190.72N/mm≤f=205N/mm；

yWy

1.05

7.80

由fK

2

2

190.72N/mm≤f=205N/mm，则满足要求。

2.3.3

水平支撑钢板计算

由于墙厚为600~400mm间，局部才有600mm厚，而两根

10号槽钢宽各为

100mm，基本可以支

撑完墙体。

2.3.4

支撑柱与托换梁节点处理措施

节点处理同上。

施工中应分段进行，按墙的转角走向进行分段，共分为五段进行加固，可从

两头分别进行，每段必须全部完成后才能进行下一段的托换处理。

对于托换梁处的处理，首先将墙分成五大段。

从最西段开始进行托换支撑处理，以整个支撑

段为一段，即将

0.5m范围内的老砖墙拆除，用碗扣架可调丝杆支撑好后，隔

1m距离再进行另一

段的支撑施工，待完成后再回头将余下的

1m段的一半进行拆除支撑，最后再做余下的

0.5m，完

成后进行钢筋绑扎和支模板及混凝土的浇筑。

拆除托换梁墙体前，先将托换的七棵柱子先行施工

完成，施工时必须加强支撑处理，

以保证墙体安全，柱子完成后方可进行梁拆除与支撑处理施工。

（1）试验段的选择

根据现场情况，选择最西段作为试验段先行施工，

施工时必须严格按照方案进行拆除、

支撑，

必须支撑完成后方可进行拆除。

做好后认真总结经验，完善方案后再进行大面积的托换处理施工。

（2）墙体托换前的处理

根据2007年6月11日会议精神，在墙体托换处理前，必须将墙体的外层面砂浆层清除，由

上至下在墙体两侧面将喷射混凝土网片保护加固做完，并恢复墙体的稳定支撑后方可进行托换处理施工，在布置钢筋网片时，除内外钢筋网按@500对拉接外，并将两个墙面钢筋网片在窗洞处连接通，以保证墙体有足够的稳定性。

并在墙体北面单独搭设一排施工操作，但外架手脚，搭设时必须与南面加固架连接为一个整体不得影响托换支撑的钢管架。

（3）托换梁钢筋绑扎

托换梁钢筋绑扎由于其特殊性，箍筋采用预先摆放到位，主筋人工进行从一头向另一头摆放。

局部不能穿放的主筋采用分段摆放后绑条焊进行处理。

（4）托换梁模