板模板扣件式计算书.docx
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板模板扣件式计算书
板模板（扣件式）计算书
一、工程属性
新浇混凝土楼板名称
现浇楼板
新浇混凝土楼板板厚（mm）
120
新浇混凝土楼板边长L（m）
5.5
新浇混凝土楼板边宽B（m）
4.2
二、荷载设计
施工人员及设备荷载标准值Q1k
当计算面板和小梁时的均布活荷载（kN/m2）
2.5
当计算面板和小梁时的集中荷载（kN）
2.5
当计算主梁时的均布活荷载（kN/m2）
1.5
当计算支架立柱及其他支承结构构件时的均布活荷载（kN/m2）
1
模板及其支架自重标准值G1k（kN/m2）
面板自重标准值
0.1
面板及小梁自重标准值
0.3
楼板模板自重标准值
0.5
模板及其支架自重标准值
0.75
新浇筑混凝土自重标准值G2k（kN/m3）
24
钢筋自重标准值G3k（kN/m3）
1.1
模板支拆环境不考虑风荷载
三、模板体系设计
模板支架高度（m）
3
立柱纵向间距la（mm）
800
立柱横向间距lb（mm）
800
水平拉杆步距h（mm）
1800
立柱布置在混凝土板域中的位置
中心对称
立柱距混凝土板短边的距离（mm）
350
立柱距混凝土板长边的距离（mm）
100
主梁布置方向
平行楼板长边
小梁间距（mm）
300
小梁距混凝土板短边的距离（mm）
50
小梁两端各悬挑长度（mm）
100，100
设计简图如下：
模板设计平面图
模板设计剖面图（楼板长向）
模板设计剖面图（楼板宽向）
四、面板验算
面板类型
覆面木胶合板
面板厚度（mm）
15
面板抗弯强度设计值[f]（N/mm2）
15
面板弹性模量E（N/mm2）
10000
根据《建筑施工模板安全技术规范》5.2.1"面板可按简支跨计算"的规定，另据现实，楼板面板应搁置在梁侧模板上，因此本例以简支梁，取1m单位宽度计算。
计算简图如下：
W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4
1、强度验算
q1＝0.9max[1.2（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4Q1k，1.35（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×（0.1+（1.1+24）×0.12）+1.4×2.5，1.35×（0.1+（1.1+24）×0.12）+1.4×0.7×2.5]×1=6.51kN/m
q2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.1×1=0.11kN/m
p＝0.9×1.3×Q1K=0.9×1.4×2.5＝3.15kN
Mmax＝max[q1l2/8,q2l2/8+pl/4]=max[6.51×0.32/8，0.11×0.32/8+3.15×0.3/4]=0.24kN·m
σ＝Mmax/W＝0.24×106/37500＝6.33N/mm2≤[f]＝15N/mm2
满足要求！
2、挠度验算
q＝（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=（0.1+（1.1+24）×0.12）×1=3.11kN/m
ν＝5ql4/（384EI）＝5×3.11×3004/（384×10000×281250）＝0.12mm≤[ν]＝l/400＝300/400＝0.75mm
满足要求！
五、小梁验算
小梁类型
方木
小梁材料规格（mm）
50×100
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
小梁弹性模量E（N/mm2）
9350
小梁截面抵抗矩W（cm3）
83.33
小梁截面惯性矩I（cm4）
416.67
因[B/lb]取整＝[4200/800]取整＝5，按四等跨连续梁计算，又因小梁较大悬挑长度为100mm，因此需进行最不利组合，计算简图如下：
1、强度验算
q1＝0.9max[1.2（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4Q1k，1.35（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4×0.7Q1k]×b=0.9×max[1.2×（0.3+（1.1+24）×0.12）+1.4×2.5，1.35×（0.3+（1.1+24）×0.12）+1.4×0.7×2.5]×0.3＝2.02kN/m
因此，q1静＝0.9×1.2（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=0.9×1.2×（0.3+（1.1+24）×0.12）×0.3＝1.07kN/m
q1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×2.5×0.3＝0.94kN/m
M1＝-0.071q1静L2-0.107q1活L2＝-0.071×1.07×0.82-0.107×0.94×0.82＝0.11kN·m
q2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.3×0.3＝0.1kN/m
p＝0.9×1.4×Q1k=0.9×1.4×2.5＝3.15kN/m
M2＝0.077q2L2+0.21pL＝0.077×0.1×0.82+0.21×3.15×0.8＝0.53kN·m
M3＝max[q1L12/2，q2L12/2+pL1]=max[2.02×0.12/2，0.1×0.12/2+3.15×0.1]＝0.32kN·m
Mmax＝max[M1，M2，M3]＝max[0.11，0.53，0.32]＝0.53kN·m
σ＝Mmax/W＝0.53×106/83330＝6.41N/mm2≤[f]＝15.44N/mm2
满足要求！
2、抗剪验算
V1＝0.607q1静L+0.62q1活L＝0.607×1.07×0.8+0.62×0.94×0.8＝0.99kN
V2＝0.607q2L+0.681p＝0.607×0.1×0.8+0.681×3.15＝2.19kN
V3＝max[q1L1，q2L1+p]＝max[2.02×0.1，0.1×0.1+3.15]＝3.16kN
Vmax＝max[V1，V2，V3]＝max[0.99，2.19，3.16]＝3.16kN
τmax＝3Vmax/（2bh0）=3×3.16×1000/（2×100×50）＝0.95N/mm2≤[τ]＝1.78N/mm2
满足要求！
3、挠度验算
q=（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=（0.3+（24+1.1）×0.12）×0.3＝0.99kN/m
跨中νmax＝0.632qL4/（100EI）=0.632×0.99×8004/（100×9350×4166700）＝0.07mm≤[ν]＝l/400＝800/400＝2mm
悬臂端νmax＝qL4/（8EI）=0.99×1004/（8×9350×4166700）＝0mm≤[ν]＝l1/400＝100/400＝0.25mm
满足要求！
六、主梁验算
主梁类型
钢管
主梁材料规格（mm）
Ф48×3
可调托座内主梁根数
1
主梁弹性模量E（N/mm2）
206000
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
主梁截面惯性矩I（cm4）
10.78
主梁截面抵抗矩W（cm3）
4.49
1、小梁最大支座反力计算
Q1k＝1.5kN/m2
q1＝0.9max[1.2（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4Q1k，1.35（G1k+（G3k+G2k）×h）+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×（0.5+（1.1+24）×0.12）+1.4×1.5，1.35×（0.5+（1.1+24）×0.12）+1.4×0.7×1.5]×0.3＝1.7kN/m
q1静＝0.9×1.2（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=0.9×1.2×（0.5+（1.1+24）×0.12）×0.3＝1.14kN/m
q1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×1.5×0.3＝0.57kN/m
q2＝（G1k+（G3k+G2k）×h）×b=（0.5+（1.1+24）×0.12）×0.3=1.05kN/m
承载能力极限状态
按四跨连续梁，Rmax＝（1.143q1静+1.223q1活）L＝1.143×1.14×0.8+1.223×0.57×0.8＝1.6kN
按悬臂梁，R1＝q1l=1.7×0.1＝0.17kN
R＝max[Rmax，R1]＝1.6kN;
同理，R'＝0.93kN，R''＝0.93kN
正常使用极限状态
按四跨连续梁，Rmax＝1.143q2L＝1.143×1.05×0.8＝0.96kN
按悬臂梁，R1＝q2l=1.05×0.1＝0.11kN
R＝max[Rmax，R1]＝0.96kN;
同理，R'＝0.56kN，R''＝0.56kN
2、抗弯验算
计算简图如下：
主梁弯矩图（kN·m）
Mmax＝0.3kN·m
σ＝Mmax/W＝0.3×106/4490＝66.25N/mm2≤[f]＝205N/mm2
满足要求！
3、抗剪验算
主梁剪力图（kN）
Vmax＝2.41kN
τmax＝2Vmax/A=2×2.41×1000/424＝11.39N/mm2≤[τ]＝125N/mm2
满足要求！
4、挠度验算
主梁变形图（mm）
νmax＝0.29mm
跨中νmax=0.16mm≤[ν]=800/400=2mm
悬挑段νmax＝0.29mm≤[ν]=300/400=0.75mm
满足要求！
七、立柱验算
立杆稳定性计算依据
《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2011
剪刀撑设置
普通型
立杆顶部步距hd（mm）
1500
立杆伸出顶层水平杆中心线至支撑点的长度a（mm）
200
顶部立杆计算长度系数μ1
1.386
非顶部立杆计算长度系数μ2
1.755
钢管类型
Ф48×3
立柱截面面积A（mm2）
424
立柱截面回转半径i（mm）
15.9
立柱截面抵抗矩W（cm3）
4.49
抗压强度设计值[f]（N/mm2）
205
1、长细比验算
顶部立杆段：
l01=kμ1（hd+2a）=1×1.386×（1500+2×200）=2633.4mm
非顶部立杆段：
l02=kμ2h=1×1.755×1800=3159mm
λ=l0/i=3159/15.9=198.68≤[λ]=210
长细比满足要求！
2、立柱稳定性验算
顶部立杆段：
l01=kμ1（hd+2a）=1.115×1.386×（1500+2×200）=2936.241mm
λ1＝l01/i＝2936.241/15.9＝184.669，查表得，φ1＝0.211
f=N/（φA）=0.9max[1.2×（0.5+（1.1+24）×0.12）+1.4×1,1.35×（0.5+（1.1+24）×0.12）+1.4×0.7×1]×0.8×0.8×1000/（0.21×424）=3.3×1000/89.46=36.84N/mm2≤[f]=205N/mm2
满足要求！
非顶部立杆段：
l02=kμ2h=1.115×1.755×1800=3522.285mm
λ2＝l02/i＝3522.285/15.9＝221.527，查表得，φ2＝1.149
f=N/（φA）=0.9max[1.2×（0.75+（1.1+24）×0.12）+1.4×1,1.35×（0.75+（1.1+24）×0.12）+1.4×0.7×1]×0.8×0.8×1000/（1.15×424）=3.49×1000/487.18=7.16N/mm2≤[f]=205N/mm2
满足要求！
八、可调托座验算
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＝3.3kN≤[N]＝30kN
满足要求！
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