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地上五层办公楼碗扣式高支模专项施工方案（2019年）

F1=N=13.796kN

1、受冲切承载力计算

DB41／T 1786-2019标准下载 um =2[(a+h0)+(b+h0)]=1120mm

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.737+0.25×0)×1×1120×80/1000=46.225kN≥F1=13.796kN

2、局部受压承载力计算

可得：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=1.35×1×3×6.902×40000/1000=1118.124kN≥F1=13.796kN

板模板（碗扣式）计算书

设计简图如下：

楼板面板应搁置在梁侧模板上，本例以简支梁，取1m单位宽度计算。

W＝bh2/6=1000×12×12/6＝24000mm3，I＝bh3/12=1000×12×12×12/12＝144000mm4

承载能力极限状态

q1＝1.1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.1)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.1)+1.4×0.7×2.5] ×1=7.295kN/m

正常使用极限状态

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.1))×1＝2.61kN/m

计算简图如下：

Mmax＝q1l2/8＝7.295×0.42/8＝0.146kN·m

σ＝Mmax/W＝0.146×106/24000＝6.079N/mm2≤[f]＝12.5N/mm2

νmax＝5ql4/(384EI)=5×2.61×4004/(384×10000×144000)=0.604mm

ν＝0.604mm≤[ν]＝L/400＝400/400＝1mm

q1＝1.1×max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.1)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.1)+1.4×0.7×2.5]×0.4=3.024kN/m

因此，q1静＝1.1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1.1×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.1)×0.4=1.484kN/m

q1活＝1.1×1.4×Q1k×b=1.1×1.4×2.5×0.4＝1.54kN/m

计算简图如下：

M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×1.484×0.92+0.125×1.54×0.92＝0.306kN·m

M2＝q1L12/2=3.024×0.152/2＝0.034kN·m

Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.306，0.034]＝0.306kN·m

σ=Mmax/W=0.306×106/83333=3.674N/mm2≤[f]=15.444N/mm2

V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×1.484×0.9+0.625×1.54×0.9＝1.701kN

V2＝q1L1＝3.024×0.15＝0.454kN

Vmax＝max[V1，V2]＝max[1.701，0.454]＝1.701kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×1.701×1000/(2×50×100)＝0.51N/mm2≤[τ]=1.782N/mm2

q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.1))×0.4＝1.124kN/m

挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×1.124×9004/(100×9350×416.667×104)＝0.099mm≤[ν]＝L/400＝900/400＝2.25mm；

悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=1.124×1504/(8×9350×416.667×104)＝0.002mm≤[ν]＝2×l1/400＝2×150/400＝0.75mm

1、小梁最大支座反力计算

q1＝1.1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.1)+1.4×2.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.1)+1.4×0.7×2.5]×0.4＝3.129kN/m

q1静＝1.1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1.1×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.1)×0.4＝1.589kN/m

q1活＝1.1×1.4×Q1k×b＝1.1×1.4×2.5×0.4＝1.54kN/m

q2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.1))×0.4＝1.204kN/m

承载能力极限状态

按二等跨连续梁，Rmax＝1.25q1L＝1.25×3.129×0.9＝3.52kN

按二等跨连续梁按悬臂梁，R1＝(0.375q1静+0.437q1活)L +q1l1＝(0.375×1.589+0.437×1.54)×0.9+3.129×0.15＝1.611kN

R＝max[Rmax，R1]＝3.52kN;

正常使用极限状态

按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×1.204×0.9＝1.355kN

按二等跨连续梁悬臂梁，R'1＝0.375q2L +q2l1＝0.375×1.204×0.9+1.204×0.15＝0.587kN

R'＝max[R'max，R'1]＝1.355kN;

计算简图如下：

主梁计算简图一

主梁计算简图二

主梁弯矩图一(kN·m)

主梁弯矩图二(kN·m)

σ=Mmax/W=0.718×106/4490=160N/mm2≤[f]=205N/mm2

主梁剪力图一(kN)

主梁剪力图二(kN)

τmax=2Vmax/A=2×5.49×1000/424＝25.898N/mm2≤[τ]=125N/mm2

主梁变形图一(mm)

主梁变形图二(mm)

跨中νmax=0.593mm≤[ν]=900/400=2.25mm

悬挑段νmax＝0.220mm≤[ν]=2×100/400=0.5mm

5、支座反力计算

承载能力极限状态

支座反力依次为R1=6.276kN，R2=8.161kN，R3=8.654kN，R4=5.07kN

支座反力依次为R1=5.657kN，R2=8.423kN，R3=8.423kN，R4=5.657kN

按上节计算可知，可调托座受力N＝8.654kN≤[N]＝30kN

l0=kμ(h+2a)=1×1.1×(1200+2×650)=2750mm

λ=l0/i=2750/15.9=172.956≤[λ]=230

2、立杆稳定性验算

l0=kμ(h+2a)=1.185×1.1×(1200+2×650)=3258.75mm

λ=l0/i=3258.750/15.9=204.953

查表得，φ1=0.174

Mwd=γ0×φwγQMwk=γ0×φwγQ(ζ2wklah2/10)=1.1×0.6×1.4×(1×0.039×0.9×1.22/10)=0.005kN·m

Nd =Max[R1,R2,R3,R4]+1.1×γG×q×H=Max[6.276,8.423,8.654,5.657]+1.1×1.35×0.15×8.1=10.458kN

fd=Nd/(φ1A)+Mwd/W＝10.458×103/(0.174×424)+0.005×106/4490=142.793N/mm2≤[σ]=205N/mm2

H/B=8.1/16=0.506≤3

支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=la×ωfk=0.9×0.491=0.442kN/m：

风荷载作用在支架外侧模板上产生的水平力标准值：

Fwk= la×Hm×ωmk=0.9×1×0.325=0.292kN

支撑脚手架计算单元在风荷载作用下的倾覆力矩标准值Mok：

Mok=0.5H2qwk+HFwk=0.5×8.12×0.442+8.1×0.292=16.866kN.m

B2la(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj ≥3γ0Mok

gk1——均匀分布的架体面荷载自重标准值kN/m2

gk2——均匀分布的架体上部的模板等物料面荷载自重标准值kN/m2

Gjk——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料自重标准值kN

bj ——支撑脚手架计算单元上集中堆放的物料至倾覆原点的水平距离m

B2la(gk1+ gk2)+2ΣGjkbj =B2la[qH/(la×lb)+G1k]+2×Gjk×B/2=162×0.9×[0.15×8.1/(0.9×0.9)+0.5]+2×1×16/2=476.8kN.m≥3γ0Mok =3×1.1×16.866=55.657kN.M

十一、立杆支承面承载力验算

F1=N=10.458kN

1、受冲切承载力计算

um =2[(a+h0)+(b+h0)]=920mm

F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.737+0.25×0)×1×920×80/1000=37.97kN≥F1=10.458kN

2、局部受压承载力计算

可得：fc=6.902N/mm2，βc=1，

βl=(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(400)×(300)/(200×100)]1/2=2.449，Aln=ab=20000mm2

F=1.35βcβlfcAln=1.35×1×2.449×6.902×20000/1000=456.472kN≥F1=10.458kN

柱模板（设置对拉螺栓）计算书

新浇混凝土对模板的侧压力标准值G4k＝min[0.22γct0β1β2v1/2，γcH]＝min[0.22×24×4×1×1×21/2，24×4.5]＝min[29.87，108]＝29.87kN/m2

承载能力极限状态设计值S承＝0.9max[1.2G4k+1.4Q3k，1.35G4k+1.4×0.7Q3k]＝0.9max[1.2×29.868+1.4×2，1.35×29.868+1.4×0.7×2]＝0.9max[38.642，42.282]＝0.9×42.282＝38.054kN/m2

正常使用极限状态设计值S正＝G4k＝29.868 kN/m2

最不利受力状态如下图，按三等跨连续梁验算

静载线荷载q1＝0.9×1.35bG4k＝0.9×1.35×0.7×29.868＝25.403kN/m

活载线荷载q2＝0.9×1.4×0.7bQ3k＝0.9×1.4×0.7×0.7×2＝1.235kN/m

σ＝Mmax/W＝0.146×106/(1/6×700×152)＝5.568N/mm2≤[f]＝14.74N/mm2

作用线荷载q＝bS正＝0.7×29.868＝20.908kN/m

ν＝0.677ql4/(100EI)＝0.677×20.908×233.3334/(100×8925×(1/12×700×153))＝0.239mm≤[ν]＝l/400＝233.333/400＝0.583mm

小梁上作用线荷载q＝bS承＝0.233×38.054＝8.879 kN/m

小梁弯矩图(kN·m)

Mmax＝0.448kN·m

σ＝Mmax/W＝0.448×106/83.333×103＝5.377N/mm2≤[f]＝13.5N/mm2

小梁剪力图(kN·m)

Vmax＝3.684kN

τmax=3Vmax/(2bh0)=3×3.684×1000/(2×50×100)＝1.105N/mm2≤[τ]=1.35N/mm2

小梁上作用线荷载q＝bS正＝0.233×29.868＝6.969 kN/m

小梁变形图(mm)

ν＝0.27mm≤[ν]＝1.75mm

4、支座反力计算

承载能力极限状态

Rmax=6.948

正常使用极限状态

Rmax=5.453

1、柱箍强度验算

连续梁中间集中力取小P值；两边集中力为小梁荷载取半后，取P/2值。

承载能力极限状态

Rmax＝6.948kN

P=Rmax/2=3.474kN

正常使用极限状态：

R’max＝5.453kN

P’=R’max/2=2.727kN

长边柱箍计算简图

长边柱箍弯矩图(kN·m)

长边柱箍剪力图(kN)

M1＝0.38kN·m，N1＝7.864kN

承载能力极限状态

Rmax＝6.948kN

P=Rmax/2=3.474kN

正常使用极限状态：

R’max＝5.453kN

P’=R’max/2=2.727kN

短边柱箍计算简图

短边柱箍弯矩图(kN·m)

短边柱箍剪力图(kN)

M2＝0.38kN·m，N2＝7.864kN

N/A+M/Wn＝7.864×103/694.8+0.38×106/(10.33×103)＝48.072N/mm2≤[f]＝205N/mm2

2、柱箍挠度验算

GBT 50476-2019标准下载 长边柱箍计算简图

长边柱箍变形图(mm)

短边柱箍计算简图

短边柱箍变形图(mm)

ν1＝0.049mm≤[ν]＝l/400＝1.238mm

ν2＝0.049mm≤[ν]＝l/400＝1.238mm

N＝7.864×2=15.727kN≤Ntb＝17.8kN

DB51／T 1948-2014 工程建设公开（邀请）招标操作规程.pdf N＝7.864×2=15.727kN≤26kN