转换层板模板扣件式计算书Word下载.docx
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风压高度变化系数μz
0.51
风荷载体型系数μs
三、模板体系设计
主梁布置方向
平行立柱纵向方向
立柱纵向间距la（mm）
800
立柱横向间距lb（mm）
水平拉杆步距h（mm）
1500
小梁间距l（mm）
150
小梁最大悬挑长度l1（mm）
200
主梁最大悬挑长度l2（mm）
250
结构表面的要求
结构表面隐蔽
设计简图如下：
模板设计平面图
模板设计剖面图（模板支架纵向）
模板设计剖面图（模板支架横向）
四、面板验算
面板类型
覆面木胶合板
面板厚度t（mm）
13
面板抗弯强度设计值[f]（N/mm2）
15
面板抗剪强度设计值[τ]（N/mm2）
1.4
面板弹性模量E（N/mm2）
10000
面板计算方式
三等跨连续梁
楼板面板应搁置在梁侧模板上，本例以三等跨连续梁，取1m单位宽度计算。
W＝bh2/6=1000×
13×
13/6＝28166.667mm3，I＝bh3/12=1000×
13/12＝183083.333mm4
承载能力极限状态
q1＝0.9×
max[1.2（G1k+（G2k+G3k）×
h）+1.4×
Q1k,1.35（G1k+（G2k+G3k）×
0.7×
Q1k]×
b=0.9×
max[1.2×
（0.1+（24+1.1）×
0.12）+1.4×
2.5，1.35×
2.5]×
1=6.511kN/m
q1静=0.9×
[γG（G1k+（G2k+G3k）×
h）×
b]=0.9×
[1.2×
0.12）×
1]=3.361kN/m
q1活=0.9×
（γQQ1k）×
（1.4×
2.5）×
1=3.15kN/m
q2＝0.9×
1.2×
G1k×
b＝0.9×
0.1×
1=0.108kN/m
p＝0.9×
1.4×
Q1k＝0.9×
2.5＝3.15kN
正常使用极限状态
q＝（γG（G1k+（G2k+G3k）×
h））×
b=（1×
0.12））×
1＝3.112kN/m
计算简图如下：
1、强度验算
M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×
3.361×
0.152+0.117×
3.15×
0.152＝0.016kN·
m
M2＝max[0.08q2L2+0.213pL，0.1q2L2+0.175pL]＝max[0.08×
0.108×
0.152+0.213×
0.15，0.1×
0.152+0.175×
0.15]＝0.101kN·
Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.016，0.101]＝0.101kN·
σ＝Mmax/W＝0.101×
106/28166.667＝3.58N/mm2≤[f]＝15N/mm2
满足要求！
2、挠度验算
νmax＝0.677ql4/（100EI）=0.677×
3.112×
1504/（100×
10000×
183083.333）=0.006mm
ν＝0.006mm≤[ν]＝L/250＝150/250＝0.6mm
五、小梁验算
小梁类型
方木
小梁截面类型（mm）
60×
80
小梁抗弯强度设计值[f]（N/mm2）
15.44
小梁抗剪强度设计值[τ]（N/mm2）
1.78
小梁截面抵抗矩W（cm3）
64
小梁弹性模量E（N/mm2）
9350
小梁截面惯性矩I（cm4）
256
小梁计算方式
二等跨连续梁
max[1.2（G1k+（G2k+G3k）×
h）+1.4Q1k，1.35（G1k+（G2k+G3k）×
（0.3+（24+1.1）×
2.5]×
0.15=1.009kN/m
因此，q1静＝0.9×
（G1k+（G2k+G3k）×
0.15=0.537kN/m
q1活＝0.9×
Q1k×
2.5×
0.15＝0.472kN/m
0.3×
0.15＝0.049kN/m
M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×
0.537×
0.82+0.125×
0.472×
0.82＝0.081kN·
M2＝max[0.07q2L2+0.203pL，0.125q2L2+0.188pL]＝max[0.07×
0.049×
0.82+0.203×
0.8，0.125×
0.82+0.188×
0.8]＝0.514kN·
M3＝max[q1L12/2，q2L12/2+pL1]=max[1.009×
0.22/2，0.049×
0.22/2+3.15×
0.2]＝0.631kN·
Mmax＝max[M1，M2，M3]＝max[0.081，0.514，0.631]＝0.631kN·
σ=Mmax/W=0.631×
106/64000=9.859N/mm2≤[f]=15.44N/mm2
2、抗剪验算
V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×
0.8+0.625×
0.8＝0.505kN
V2＝0.625q2L+0.688p＝0.625×
0.8+0.688×
3.15＝2.192kN
V3＝max[q1L1，q2L1+p]＝max[1.009×
0.2，0.049×
0.2+3.15]＝3.16kN
Vmax＝max[V1，V2，V3]＝max[0.505，2.192，3.16]＝3.16kN
τmax=3Vmax/（2bh0）=3×
3.16×
1000/（2×
80）＝0.987N/mm2≤[τ]=1.78N/mm2
3、挠度验算
b=（1×
0.15＝0.497kN/m
挠度,跨中νmax＝0.521qL4/（100EI）=0.521×
0.497×
8004/（100×
9350×
256×
104）＝0.044mm≤[ν]＝L/250＝800/250＝3.2mm；
悬臂端νmax＝ql14/（8EI）=0.497×
2004/（8×
104）＝0.004mm≤[ν]＝2×
l1/250＝2×
200/250＝1.6mm
六、主梁验算
主梁类型
钢管
主梁截面类型（mm）
Φ48×
2.6
主梁计算截面类型（mm）
主梁抗弯强度设计值[f]（N/mm2）
205
主梁抗剪强度设计值[τ]（N/mm2）
125
主梁截面抵抗矩W（cm3）
3.99
主梁弹性模量E（N/mm2）
206000
主梁截面惯性矩I（cm4）
9.59
主梁计算方式
可调托座内主梁根数
2
主梁受力不均匀系数
0.6
1、小梁最大支座反力计算
（0.5+（24+1.1）×
1.5，1.35×
1.5]×
0.15＝0.852kN/m
q1静＝0.9×
0.15＝0.569kN/m
1.5×
0.15＝0.283kN/m
q2＝（γG（G1k+（G2k+G3k）×
0.15＝0.527kN/m
按二等跨连续梁，Rmax＝1.25q1L＝1.25×
0.852×
0.8＝0.852kN
按悬臂梁，R1＝0.852×
0.2＝0.17kN
主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6
R＝max[Rmax，R1]×
0.6＝0.511kN;
按二等跨连续梁，R'
max＝1.25q2L＝1.25×
0.527×
0.8＝0.527kN
按悬臂梁，R'
1＝q2l1=0.527×
0.2＝0.105kN
R'
＝max[R'
max，R'
1]×
0.6＝0.316kN;
主梁计算简图一
主梁计算简图二
2、抗弯验算
主梁弯矩图一（kN·
m）
主梁弯矩图二（kN·
σ=Mmax/W=0.198×
106/3990=49.702N/mm2≤[f]=205N/mm2
3、抗剪验算
主梁剪力图一（kN）
主梁剪力图二（kN）
τmax=2Vmax/A=2×
1.533×
1000/371＝8.264N/mm2≤[τ]=125N/mm2
4、挠度验算
主梁变形图一（mm）
主梁变形图二（mm）
跨中νmax=0.166mm≤[ν]=800/250=3.2mm
悬挑段νmax＝0.088mm≤[ν]=2×
250/250=2mm
5、支座反力计算
图一
支座反力依次为R1=2.467kN，R2=2.707kN，R3=2.835kN，R4=2.211kN
图二
支座反力依次为R1=2.337kN，R2=2.773kN，R3=2.773kN，R4=2.337kN
七、可调托座验算
荷载传递至立柱方式
可调托座
可调托座承载力容许值[N]（kN）
30
按上节计算可知，可调托座受力N＝2.835/0.6=4.725kN≤[N]＝30kN
八、立柱验算
剪刀撑设置
普通型
立柱顶部步距hd（mm）
立柱伸出顶层水平杆中心线至支撑点的长度a（mm）
顶部立柱计算长度系数μ1
1.386
非顶部立柱计算长度系数μ2
1.755
钢管截面类型（mm）
钢管计算截面类型（mm）
钢材等级
Q235
立柱截面面积A（mm2）
371
立柱截面回转半径i（mm）
16.1
立柱截面抵抗矩W（cm3）
抗压强度设计值[f]（N/mm2）
支架自重标准值q（kN/m）
0.15
1、长细比验算
顶部立柱段：
l01=kμ1（hd+2a）=1×
1.386×
（1500+2×
200）=2633mm
非顶部立柱段：
l0=kμ2h=1×
1.755×
1500=2632mm
λ=max[l01，l0]/i=2633.4/16.1=163.565≤[λ]=210
2、立柱稳定性验算
根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011，荷载设计值q1有所不同：
小梁验算
q1＝1×
0.9×
0.15=0.821kN/m
同上四～六步计算过程，可得：
R1＝2.38kN，R2＝2.675kN，R3＝2.735kN，R4＝2.255kN
l01=kμ1（hd+2a）=1.155×
200）=3041.577mm
λ1=l01/i=3041.577/16.1=188.918
查表得，φ＝0.203
不考虑风荷载:
N1=Max[R1，R2，R3，R4]/0.6=Max[2.38，2.675，2.735，2.255]/0.6=4.558kN
f＝N1/（ΦA）＝4558/（0.203×
371）＝60.521N/mm2≤[f]＝205N/mm2
考虑风荷载:
Mw＝1×
γQφcωk×
la×
h2/10＝1×
0.051×
0.8×
1.52/10＝0.012kN·
N1w=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+Mw/lb=Max[2.38,2.675,2.735,2.255]/0.6+0.012/0.8=4.573kN
f＝N1w/（φA）+Mw/W＝4573/（0.203×
371）+0.012×
106/3990＝63.728N/mm2≤[f]＝205N/mm2
l0=kμ2h=1.155×
1500=3040.537mm
λ=l0/i=3040.537/16.1=188.853
查表得，φ1=0.203
N=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×
γG×
q×
H=Max[2.38,2.675,2.735,2.255]/0.6+1×
0.15×
5.9=5.62kN
f=N/（φ1A）＝5.62×
103/（0.203×
371）=74.622N/mm2≤[σ]=205N/mm2
Nw=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+1×
H+Mw/lb=Max[2.38,2.675,2.735,2.255]/0.6+1×
5.9+0.012/0.8=5.635kN
f=Nw/（φ1A）+Mw/W＝5.635×
106/3990=77.829N/mm2≤[σ]=205N/mm2
九、高宽比验算
根据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011第6.9.7：
支架高宽比不应大于3
H/B=5.9/5=1.18≤3
满足要求，不需要进行抗倾覆验算！
十、立柱支承面承载力验算
支撑层楼板厚度h（mm）
混凝土强度等级
C30
混凝土的龄期（天）
20
混凝土的实测抗压强度fc（N/mm2）
6.902
混凝土的实测抗拉强度ft（N/mm2）
0.737
立柱垫板长a（mm）
立柱垫板宽b（mm）
F1=N=5.635kN
1、受冲切承载力计算
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表
公式
参数剖析
Fl≤（0.7βhft+0.25σpc,m）ηumh0
F1
局部荷载设计值或集中反力设计值
βh
截面高度影响系数：
当h≤800mm时，取βh=1.0；
当h≥2000mm时，取βh=0.9；
中间线性插入取用。
ft
混凝土轴心抗拉强度设计值
σpc,m
临界面周长上两个方向混凝土有效预压应力按长度的加权平均值，其值控制在1.0-3.5N/㎜2范围内
um
临界截面周长：
距离局部荷载或集中反力作用面积周边h0/2处板垂直截面的最不利周长。
h0
截面有效高度，取两个配筋方向的截面有效高度的平均值
η=min（η1,η2）η1=0.4+1.2/βs,η2=0.5+as×
h0/4Um
η1
局部荷载或集中反力作用面积形状的影响系数
η2
临界截面周长与板截面有效高度之比的影响系数
βs
局部荷载或集中反力作用面积为矩形时的长边与短边尺寸比较，βs不宜大于4：
当βs<
2时取βs=2，当面积为圆形时，取βs=2
as
板柱结构类型的影响系数：
对中柱，取as=40，对边柱，取as=30：
对角柱，取as=20
说明
在本工程计算中为了安全和简化计算起见，不考虑上式中σpc,m之值，将其取为0，作为板承载能力安全储备。
可得：
βh=1，ft=0.737N/mm2，η=1，h0=h-20=100mm，
um=2[（a+h0）+（b+h0）]=1200mm
F=（0.7βhft+0.25σpc，m）ηumh0=（0.7×
1×
0.737+0.25×
0）×
1200×
100/1000=61.908kN≥F1=5.635kN
2、局部受压承载力计算
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6.1条规定，见下表
Fl≤1.35βcβlfcAln
局部受压面上作用的局部荷载或局部压力设计值
fc
混凝土轴心抗压强度设计值；
可按本规范表4.1.4-1取值
βc
混凝土强度影响系数，按本规范第6.3.1条的规定取用
βl
混凝土局部受压时的强度提高系数
Aln
混凝土局部受压净面积
βl=（Ab/Al）1/2
Al
混凝土局部受压面积
Ab
局部受压的计算底面积，按本规范第6.6.2条确定
fc=6.902N/mm2，βc=1，
βl=（Ab/Al）1/2=[（a+2b）×
（b+2b）/（ab）]1/2=[（600）×
（600）/（200×
200）]1/2=3，Aln=ab=40000mm2
F=1.35βcβlfcAln=1.35×
3×
6.902×
40000/1000=1118.124kN≥F1=5.635kN
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