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台商小镇高支模专项施工方案（扣件式2020版）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=202×0.8×[0.15×3.3/(0.8×0.8)+0.5]+2×1×20/2=427.5kN.m≥3γ0Mok =3×1×2.433=7.298kN.M
十一、立杆支承面承载力验算
DB4401／T 90-2020 建筑室内装配式装修技术规程.pdf F1=N=13.747kN
1、受冲切承载力计算
um =2[(a+h0)+(b+h0)]=2320mm
F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×2320×380/1000=511.592kN≥F1=13.747kN
2、局部受压承载力计算
可得：fc=8.294N/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=1.35×1×3×8.294×40000/1000=1343.628kN≥F1=13.747kN
2、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－2011
设计简图如下：
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)
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=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4
承载能力极限状态
q1＝1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.18)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(24+1.1)×0.18)+1.4×0.7×2.5] ×1=9.042kN/m
正常使用极限状态
q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.18))×1＝4.618kN/m
计算简图如下：
Mmax＝q1l2/8＝9.042×0.12/8＝0.011kN·m
σ＝Mmax/W＝0.011×106/37500＝0.301N/mm2≤[f]＝15N/mm2
νmax＝5ql4/(384EI)=5×4.618×1004/(384×10000×281250)=0.002mm
ν＝0.002mm≤[ν]＝L/250＝100/250＝0.4mm
q1＝1×max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.18)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(24+1.1)×0.18)+1.4×0.7×2.5]×0.1=0.928kN/m
因此，q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.18)×0.1=0.578kN/m
q1活＝1×1.4×Q1k×b=1×1.4×2.5×0.1＝0.35kN/m
计算简图如下：
M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×0.578×0.92+0.125×0.35×0.92＝0.094kN·m
M2＝q1L12/2=0.928×0.052/2＝0.001kN·m
Mmax＝max[M1，M2]＝max[0.094，0.001]＝0.094kN·m
σ=Mmax/W=0.094×106/83333=1.128N/mm2≤[f]=15.444N/mm2
V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×0.578×0.9+0.625×0.35×0.9＝0.522kN
V2＝q1L1＝0.928×0.05＝0.046kN
Vmax＝max[V1，V2]＝max[0.522，0.046]＝0.522kN
τmax=3Vmax/(2bh0)=3×0.522×1000/(2×40×80)＝0.157N/mm2≤[τ]=1.782N/mm2
q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.18))×0.1＝0.482kN/m
挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×0.482×9004/(100×9350×416.667×104)＝0.042mm≤[ν]＝L/250＝900/250＝3.6mm；
悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=0.482×504/(8×9350×416.667×104)＝0mm≤[ν]＝2×l1/250＝2×50/250＝0.4mm
1、小梁最大支座反力计算
q1＝1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.18)+1.4×2.5，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.18)+1.4×0.7×2.5]×0.1＝0.952kN/m
q1静＝1×1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.18)×0.1＝0.602kN/m
q1活＝1×1.4×Q1k×b＝1×1.4×2.5×0.1＝0.35kN/m
q2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.18))×0.1＝0.502kN/m
承载能力极限状态
按二等跨连续梁，Rmax＝1.25q1L＝1.25×0.952×0.9＝1.071kN
按二等跨连续梁按悬臂梁，R1＝(0.375q1静+0.437q1活)L +q1l1＝(0.375×0.602+0.437×0.35)×0.9+0.952×0.05＝0.388kN
R＝max[Rmax，R1]＝1.071kN;
正常使用极限状态
按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×0.502×0.9＝0.565kN
按二等跨连续梁悬臂梁，R'1＝0.375q2L +q2l1＝0.375×0.502×0.9+0.502×0.05＝0.194kN
R'＝max[R'max，R'1]＝0.565kN;
计算简图如下：
主梁计算简图一
主梁弯矩图一(kN·m)
σ=Mmax/W=0.863×106/5080=169.884N/mm2≤[f]=205N/mm2
主梁剪力图一(kN)
τmax=2Vmax/A=2×5.719×1000/489＝23.39N/mm2≤[τ]=125N/mm2
主梁变形图一(mm)
跨中νmax=0.974mm≤[ν]=900/250=3.6mm
悬挑段νmax＝0.190mm≤[ν]=2×50/250=0.4mm
5、支座反力计算
承载能力极限状态
支座反力依次为R1=4.991kN，R2=10.538kN，R3=10.538kN，R4=4.991kN
按上节计算可知，可调托座受力N＝10.538kN≤[N]＝30kN
顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1×1.386×(1500+2×200)=2633mm
非顶部立杆段：l0=kμ2h =1×1.755×1500=2632mm
λ=max[l01，l0]/i=2633/15.8=166.646≤[λ]=210
2、立杆稳定性验算
顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1.155×1.386×(1500+2×200)=3042mm
非顶部立杆段：l0=kμ2h =1.155×1.755×1500=3041mm
λ=max[l01，l0]/i=3042/15.8=192.532
查表得，φ1=0.195
Mwd=γ0×φwγQMwk=γ0×φwγQ(ζ2wklah2/10)=1×0.6×1.4×(1×0.026×0.9×1.52/10)=0.004kN·m
Nd =Max[R1,R2,R3,R4]+1×γG×q×H=Max[4.991,10.538,10.538,4.991]+1×1.35×0.15×5.3=11.612kN
fd=Nd/(φ1A)+Mwd/W＝11.612×103/(0.195×489)+0.004×106/5080=122.648N/mm2≤[σ]=205N/mm2
H/B=5.3/20=0.265≤3
支撑脚手架风线荷载标准值:qwk=la×ωfk=0.9×0.435=0.392kN/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=0.9×1.2×0.232=0.251kN
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=0.5×5.32×0.392+5.3×0.251=6.827kN.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=202×0.9×[0.15×5.3/(0.9×0.9)+0.5]+2×1×20/2=553.333kN.m≥3γ0Mok =3×1×6.827=20.48kN.M
十一、立杆支承面承载力验算
F1=N=11.612kN
1、受冲切承载力计算
um =2[(a+h0)+(b+h0)]=1720mm
F=(0.7βhft+0.25σpc，m)ηumh0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×1720×230/1000=229.567kN≥F1=11.612kN
2、局部受压承载力计算
可得：fc=8.294N/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=1.35×1×3×8.294×40000/1000=1343.628kN≥F1=11.612kN
新浇混凝土对模板的侧压力标准值G4k＝min[0.22γct0β1β2v1/2，γcH]＝min[0.22×24×4×1×1×21/2，24×3.5]＝min[29.87，84]＝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，按四等跨连续梁验算
静载线荷载q1＝0.9×1.35bG4k＝1.35×0.5×29.868＝18.145kN/m
活载线荷载q2＝0.9×1.4 × 0.7bQ3k＝0.9×1.4 × 0.7×0.5×2＝0.882kN/m
σ＝Mmax/W＝0.039×106/(1/6×500×152)＝2.065N/mm2≤[f]＝14.742N/mm2
作用线荷载q＝bS正＝0.5×29.868＝14.934kN/m
ν＝0.632ql4/(100EI)＝0.632×14.934×137.54/(100×8925×(1/12×500×153))＝0.027mm≤[ν]＝l/400＝137.5/400＝0.344mm
小梁上作用线荷载q＝bS承＝0.138×38.054＝5.232 kN/m
小梁弯矩图(kN·m)
Mmax＝0.268kN·m
σ＝Mmax/W＝0.268×106/83.333×103＝3.215N/mm2≤[f]＝13.5N/mm2
小梁剪力图(kN·m)
Vmax＝1.711kN
τmax=3Vmax/(2bh0)=3×1.711×1000/(2×40×80)＝0.513N/mm2≤[τ]=1.35N/mm2
小梁上作用线荷载q＝bS正＝0.138×29.868＝4.107 kN/m
小梁变形图(mm)
ν＝0.297mm≤[ν]＝1.25mm
4、支座反力计算
承载能力极限状态
Rmax=3.385
正常使用极限状态
Rmax=2.657
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＝3.385kN
P=Rmax/2=1.693kN
正常使用极限状态：
R’max＝2.657kN
P’=R’max/2=1.329kN
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＝0.197kN·m，N1＝5.379kN
承载能力极限状态
Rmax＝3.078kN
P=Rmax/2=1.539kN
正常使用极限状态：
R’max＝2.415kN
P’=R’max/2=1.208kN
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＝0.17kN·m，N2＝4.957kN
N/A+M/Wn＝5.379×103/489+0.197×106/(5.08×103)＝49.873N/mm2≤[f]＝205N/mm2
26.《35~110kV变电站设计规范》GB50059-2011 2、柱箍挠度验算
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＝0.05mm≤[ν]＝l/400＝1.035mm
ν2＝0.039mm≤[ν]＝l/400＝0.973mm
GB／T 35011-2018标准下载 N＝5.379×2=10.758kN≤Ntb＝17.8kN
N＝5.379×2=10.758kN≤26kN