9.1計算書 19.1.1驗算類型及截面選取 19.1.23000mm厚板模板支撐體系驗算（盤扣式） 19.1.33000mm厚側墻模板驗算 129.1.41800mm厚側墻模板驗算 219.2附圖 299.2.1盤扣式腳手架構件設計加工圖 299.2.2盤扣式腳手架系列節(jié)點及桿件承載力試驗檢測報告 319.1計算書9.1.1驗算類型及截面選取類型尺寸驗算內(nèi)容備注板模板支撐體系（盤扣式）3000mm模板支撐體系驗算驗算9.1.23000mm厚板模板支撐體系驗算（盤扣式）計算依據(jù)：1、《建筑施工模板安全技術規(guī)范》JGJ162-20082、《建筑施工承插盤扣式鋼管支架安全技術規(guī)范》JGJ231-20103、《建筑結構可靠性設計統(tǒng)一標準》GB50068-20184、《混凝土結構設計規(guī)范》GB50010-20105、《建筑結構荷載規(guī)范》GB50009-20126、《鋼結構設計標準》GB50017-20171、工程屬性新澆混凝土樓板名稱3000mm厚墻新澆混凝土樓板板厚(mm)3000模板支架高度H(m)7模板支架縱向長度L(m)20模板支架橫向長度B(m)20支架外側模板高度Hm（mm）10002、荷載設計模板及其支架自重標準值G1k(kN/m2)面板0.1面板及小梁0.3樓板模板0.5混凝土自重標準值G2k(kN/m3)24鋼筋自重標準值G3k(kN/m3)1.1施工荷載標準值Q1k(kN/m2)3支撐腳手架計算單元上集中堆放的物料自重標準值Gjk(kN)1風荷載參數(shù)：風荷載標準值ωk(kN/m2)基本風壓ω0(kN/m2)省份湖南0.25ωk=ω0μzμst=0.046地區(qū)長沙市風荷載高度變化系數(shù)μz地面粗糙度B類(城市郊區(qū))1模板支架頂部離建筑物地面高度(m)7風荷載體型系數(shù)μs單榀模板支架μst0.184整體模板支架μstw2.28ωfk=ω0μzμstw=0.57支架外側模板μs1.3ωmk=ω0μzμs=0.3253、模板體系設計結構重要性系數(shù)γ01.1腳手架安全等級I級主梁布置方向平行立桿縱向方向立桿縱向間距l(xiāng)a(mm)600立桿橫向間距l(xiāng)b(mm)600步距h(mm)1500頂層步距hˊ(mm)1000支架可調(diào)托座支撐點至頂層水平桿中心線的距離a(mm)450小梁間距l(xiāng)(mm)120小梁最大懸挑長度l1(mm)200主梁最大懸挑長度l2(mm)200荷載系數(shù)參數(shù)表：正常使用極限狀態(tài)承載能力極限狀態(tài)可變荷載調(diào)整系數(shù)γL10.9可變荷載的分項系數(shù)γQ11.5永久荷載的分項系數(shù)γG11.3結構重要性系數(shù)γ01.1設計簡圖如下：模板設計平面圖縱向剖面圖橫向剖面圖4、面板驗算面板類型覆面木膠合板面板厚度t(mm)15面板抗彎強度設計值[f](N/mm2)15面板抗剪強度設計值[τ](N/mm2)1.4面板彈性模量E(N/mm2)10000面板計算方式簡支梁按簡支梁，取1m單位寬度計算。W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4承載能力極限狀態(tài)q1＝γ0×[1.3×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.5×γL×Q1k]×b=1.1×[1.3×(0.1+(24+1.1)×3)+1.5×0.9×3]×1=112.277kN/m正常使用極限狀態(tài)q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.1+(24+1.1)×3))×1＝75.4kN/m計算簡圖如下：1)強度驗算Mmax＝q1l2/8＝112.277×0.122/8＝0.202kN·mσ＝Mmax/W＝0.202×106/37500＝5.389N/mm2≤[f]＝15N/mm2滿足要求！2)撓度驗算νmax＝5ql4/(384EI)=5×75.4×1204/(384×10000×281250)=0.072mmνmax=0.072mm≤min{120/150，10}=0.8mm滿足要求！5、小梁驗算小梁類型矩形木楞小梁截面類型(mm)50×100小梁抗彎強度設計值[f](N/mm2)15.444小梁抗剪強度設計值[τ](N/mm2)1.782小梁截面抵抗矩W(cm3)83.333小梁彈性模量E(N/mm2)9350小梁截面慣性矩I(cm4)416.667小梁計算方式三等跨連續(xù)梁q1＝γ0×[1.3×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.5×γL×Q1k]×b=1.1×[1.3×(0.3+(24+1.1)×3)+1.5×0.9×3]×0.12＝13.508kN/m因此，q1靜＝γ0×1.3×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=1.1×1.3×(0.3+(24+1.1)×3)×0.12＝12.973kN/mq1活＝γ0×1.5×γL×Q1k×b=1.1×1.5×0.9×3×0.12＝0.535kN/m計算簡圖如下：1)強度驗算M1＝0.1q1靜L2+0.117q1活L2＝0.1×12.973×0.62+0.117×0.535×0.62＝0.49kN·mM2＝q1L12/2=13.508×0.22/2＝0.27kN·mMmax＝max[M1，M2]＝max[0.49，0.27]＝0.49kN·mσ=Mmax/W=0.49×106/83333=5.875N/mm2≤[f]=15.444N/mm2滿足要求！2)抗剪驗算V1＝0.6q1靜L+0.617q1活L＝0.6×12.973×0.6+0.617×0.535×0.6＝4.868kNV2＝q1L1＝13.508×0.2＝2.702kNVmax＝max[V1，V2]＝max[4.868，2.702]＝4.868kNτmax=3Vmax/(2bh0)=3×4.868×1000/(2×50×100)＝1.46N/mm2≤[τ]=1.782N/mm2滿足要求！3)撓度驗算q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×3))×0.12＝9.072kN/m撓度,跨中νmax＝0.677qL4/(100EI)=0.677×9.072×6004/(100×9350×416.667×104)＝0.204mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(600/150，10)＝4mm；懸臂端νmax＝ql14/(8EI)=9.072×2004/(8×9350×416.667×104)＝0.047mm≤[ν]＝min(2×l1/150，10)＝min(2×200/150，10)＝2.667mm滿足要求！6、主梁驗算主梁類型鋁梁主梁截面類型150鋁梁主梁抗彎強度設計值[f](N/mm2)200主梁抗剪強度設計值[τ](N/mm2)115主梁截面抵抗矩W(cm3)53.1主梁彈性模量E(N/mm2)70000主梁截面慣性矩I(cm4)417.9主梁計算方式三等跨連續(xù)梁可調(diào)托座內(nèi)主梁根數(shù)11)小梁最大支座反力計算q1＝γ0×[1.3×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.5×γL×Q1k]×b=1.1×[1.3×(0.5+(24+1.1)×3)+1.5×0.9×3]×0.12＝13.542kN/mq1靜＝γ0×1.3×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b＝1.1×1.3×(0.5+(24+1.1)×3)×0.12＝13.007kN/mq1活＝γ0×1.5×γL×Q1k×b＝1.1×1.5×0.9×3×0.12＝0.535kN/mq2＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×3))×0.12＝9.096kN/m承載能力極限狀態(tài)按三等跨連續(xù)梁，Rmax＝(1.1q1靜+1.2q1活)L＝1.1×13.007×0.6+1.2×0.535×0.6＝8.97kN按三等跨連續(xù)梁按懸臂梁，R1＝(0.4q1靜+0.45q1活)L+q1l1＝(0.4×13.007+0.45×0.535)×0.6+13.542×0.2＝5.974kNR＝max[Rmax，R1]＝8.97kN;正常使用極限狀態(tài)按三等跨連續(xù)梁，R'max＝1.1q2L＝1.1×9.096×0.6＝6.003kN按三等跨連續(xù)梁懸臂梁，R'1＝0.4q2L+q2l1＝0.4×9.096×0.6+9.096×0.2＝4.002kNR'＝max[R'max，R'1]＝6.003kN;計算簡圖如下：主梁計算簡圖一主梁計算簡圖二2)抗彎驗算主梁彎矩圖一(kN·m)主梁彎矩圖二(kN·m)σ=Mmax/W=2.512×106/53100=47.299N/mm2≤[f]=200N/mm2滿足要求！3)抗剪驗算主梁剪力圖一(kN)主梁剪力圖二(kN)τmax=Vmax/(8Izδ)[bh02-(b-δ)h2]=24.942×1000×[68×1002-(68-4.5)×84.82]/(8×4179000×4.5)＝37.032N/mm2≤[τ]=115N/mm2滿足要求！4)撓度驗算主梁變形圖一(mm)主梁變形圖二(mm)跨中νmax=0.075mm≤[ν]=min{600/150，10}=4mm懸挑段νmax＝0.083mm≤[ν]=min(2×200/150,10)=2.667mm滿足要求！5)支座反力計算承載能力極限狀態(tài)圖一支座反力依次為R1=42.403kN，R2=43.894kN，R3=46.286kN，R4=37.848kN圖二支座反力依次為R1=40.096kN，R2=45.119kN，R3=45.119kN，R4=40.096kN7、可調(diào)托座驗算荷載傳遞至立桿方式可調(diào)托座可調(diào)托座承載力設計值[N](kN)140按上節(jié)計算可知，可調(diào)托座受力N＝46.286kN≤[N]＝140kN滿足要求！8、立桿驗算立桿鋼管截面類型(mm)Ф60×3.2立桿鋼管計算截面類型(mm)Ф60×3.2鋼材等級Q345立桿截面面積A(mm2)571立桿截面回轉半徑i(mm)20.1立桿截面抵抗矩W(cm3)7.7抗壓強度設計值[f](N/mm2)300支架自重標準值q(kN/m)0.15支架立桿計算長度修正系數(shù)η1.2懸臂端計算長度折減系數(shù)k0.71)長細比驗算l01=hˊ+2ka=1000+2×0.7×450=1630mml0=ηh=1.2×1500=1800mmλ=max[l01，l0]/i=1800/20.1=89.552≤[λ]=150滿足要求！2)立桿穩(wěn)定性驗算考慮風荷載:λ=l0/i=1800.000/20.1=89.552查表得，φ1=0.558Mwd=γ0×γLφwγQMwk=γ0×γLφwγQ(ζ2wklah2/10)=1.1×0.9×0.6×1.5×(1×0.046×0.6×1.52/10)=0.006kN·mNd=Max[R1,R2,R3,R4]+1.1×γG×q×H=Max[42.403,45.119,46.286,40.096]+1.1×1.3×0.15×7=47.787kNfd=Nd/(φ1A)+Mwd/W＝47.787×103/(0.558×571)+0.006×106/7700=150.701N/mm2≤[σ]=300N/mm2滿足要求！9、高寬比驗算根據(jù)《建筑施工腳手架安全技術統(tǒng)一標準》GB51210-2016第8.3.2條:支撐腳手架獨立架體高寬比不應大于3.0H/B=7/20=0.35≤3滿足要求！10、架體抗傾覆驗算支撐腳手架風線荷載標準值:qwk=la×ωfk=0.6×0.57=0.342kN/m：風荷載作用在支架外側模板上產(chǎn)生的水平力標準值：Fwk=la×Hm×ωmk=0.6×1×0.325=0.195kN支撐腳手架計算單元在風荷載作用下的傾覆力矩標準值Mok：Mok=0.5H2qwk+HFwk=0.5×72×0.342+7×0.195=9.744kN.m參考《規(guī)范》GB51210-2016第6.2.17條：B2la(gk1+gk2)+2ΣGjkbj≥3γ0Mokgk1——均勻分布的架體面荷載自重標準值kN/m2gk2——均勻分布的架體上部的模板等物料面荷載自重標準值kN/m2Gjk——支撐腳手架計算單元上集中堆放的物料自重標準值kNbj——支撐腳手架計算單元上集中堆放的物料至傾覆原點的水平距離mB2la(gk1+gk2)+2ΣGjkbj=B2la[qH/(la×lb)+G1k]+2×Gjk×B/2=202×0.6×[0.15×7/(0.6×0.6)+0.5]+2×1×20/2=840kN.m≥3γ0Mok=3×1.1×9.744=32.155kN.M滿足要求！11、立桿支承面承載力驗算支撐層樓板厚度h(mm)200混凝土強度等級C30混凝土的齡期(天)7混凝土的實測抗壓強度fc(N/mm2)8.294混凝土的實測抗拉強度ft(N/mm2)0.829立桿墊板長a(mm)150立桿墊板寬b(mm)150F1=N=47.787kN1)受沖切承載力計算根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》GB50010-2010第6.5.1條規(guī)定，見下表公式參數(shù)剖析Fl≤(0.7βhft+0.25σpc,m)ηumh0F1局部荷載設計值或集中反力設計值βh截面高度影響系數(shù)：當h≤800mm時，取βh=1.0；當h≥2000mm時，取βh=0.9；中間線性插入取用。ft混凝土軸心抗拉強度設計值σpc,m臨界面周長上兩個方向混凝土有效預壓應力按長度的加權平均值，其值控制在1.0-3.5N/㎜2范圍內(nèi)um臨界截面周長：距離局部荷載或集中反力作用面積周邊h0/2處板垂直截面的最不利周長。h0截面有效高度，取兩個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×h0/4Umη1局部荷載或集中反力作用面積形狀的影響系數(shù)η2臨界截面周長與板截面有效高度之比的影響系數(shù)βs局部荷載或集中反力作用面積為矩形時的長邊與短邊尺寸比較，βs不宜大于4：當βs<2時取βs=2，當面積為圓形時，取βs=2as板柱結構類型的影響系數(shù)：對中柱，取as=40，對邊柱，取as=30：對角柱，取as=20說明在本工程計算中為了安全和簡化計算起見，不考慮上式中σpc,m之值，將其取為0，作為板承載能力安全儲備?？傻茫害耯=1，ft=0.829N/mm2，η=1，h0=h-20=180mm，um=2[(a+h0)+(b+h0)]=1320mmF=(0.7βhft+0.25σpcm)ηumh0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×1320×180/1000=137.879kN≥F1=47.787kN滿足要求！2)局部受壓承載力計算根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》GB50010-2010第6.6.1條規(guī)定，見下表公式參數(shù)剖析Fl≤1.35βcβlfcAlnF1局部受壓面上作用的局部荷載或局部壓力設計值fc混凝土軸心抗壓強度設計值；可按本規(guī)范表4.1.4-1取值βc混凝土強度影響系數(shù)，按本規(guī)范第6.3.1條的規(guī)定取用βl混凝土局部受壓時的強度提高系數(shù)Aln混凝土局部受壓凈面積βl=(Ab/Al)1/2Al混凝土局部受壓面積Ab局部受壓的計算底面積，按本規(guī)范第6.6.2條確定可得：fc=8.294N/mm2，βc=1，βl=(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(450)×(450)/(150×150)]1/2=3，Aln=ab=22500mm2F=1.35βcβlfcAln=1.35×1×3×8.294×22500/1000=755.791kN≥F1=47.787kN滿足要求！9.1.33000mm厚側墻模板驗算計算依據(jù)：1、《建筑施工模板安全技術規(guī)范》JGJ162-20082、《混凝土結構設計規(guī)范》GB50010-20103、《建筑結構荷載規(guī)范》GB50009-20124、《鋼結構設計標準》GB50017-20175、《建筑結構可靠性設計統(tǒng)一標準》GB50068-20181、工程屬性砼墻特性3000mm厚側墻砼墻厚度(mm)3000砼墻高度(mm)35502、支撐構造小梁布置方式豎直小梁間距l(xiāng)(mm)200主梁最大懸挑長度D(mm)200對拉螺栓水平間距s(mm)400主梁和支撐構造支撐序號主梁上支撐點距墻底距離hi(mm)第1道100第2道600第3道1100第4道1600第5道2100第6道2600第7道3100簡圖如下：墻模板正立面圖3、荷載組合側壓力計算依據(jù)規(guī)范《建筑施工模板安全技術規(guī)范》JGJ162-2008混凝土重力密度γc(kN/m3)24新澆混凝土初凝時間t0(h)4外加劑影響修正系數(shù)β11混凝土坍落度影響修正系數(shù)β21.15混凝土澆筑速度V(m/h)2.5混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度H(m)3.55新澆混凝土對模板的側壓力標準值G4k(kN/m2)min{0.22γct0β1β2v1/2，γcH}＝min{0.22×24×4×1×1.15×2.51/2，24×3.55}＝min{38.403，85.2}＝38.403kN/m2傾倒混凝土時對垂直面模板荷載標準值Q3k(kN/m2)2結構重要性系數(shù)γ01可變荷載調(diào)整系數(shù)γL0.9有效壓頭高度h＝G4k/γc＝38.403/24＝1.6m承載能力極限狀態(tài)設計值Smax＝γ0×(1.3G4k+γL×1.5Q4k)=1×(1.3×38.403+0.9×1.5×2.000)＝52.62kN/m2Smin＝γ0×γL×1.5Q4k＝1×0.9×1.5×2.000＝2.70kN/m2正常使用極限狀態(tài)設計值Sˊmax＝G4k＝38.403kN/m2Sˊmin＝0kN/m24、面板驗算面板類型覆面木膠合板面板厚度（mm）15面板抗彎強度設計值[f]（N/mm2）15.444面板彈性模量E（N/mm2）9350根據(jù)《規(guī)范》JGJ162，面板驗算按簡支梁。梁截面寬度取單位寬度即b＝1000mmW＝bh2/6＝1000×152/6＝37500mm3，I＝bh3/12＝1000×153/12=281250mm4考慮到工程實際和驗算簡便，不考慮有效壓頭高度對面板的影響。1)強度驗算q＝bSmax＝1.0×52.62＝52.62kN/m驗算簡圖Mmax＝ql2/8=52.62×0.2002/8=0.26kN·mσ＝Mmax/W＝0.26×106/37500=7.017N/mm2≤[f]=15.444N/mm2滿足要求！2)撓度驗算qˊ＝bSˊmax＝1.0×38.40＝38.40kN/m驗算簡圖撓度驗算,νmax＝5qˊl4/(384EI)=5×38.40×2004/(384×9350×281250)=0.30mm≤[ν]=l/250=200/250=0.80mm滿足要求！5、小梁驗算小梁類型矩形木楞小梁截面類型(mm)40×90小梁抗彎強度設計值[f](N/mm2)15.444小梁彈性模量E(N/mm2)9350小梁截面抵抗矩W(cm3)54小梁截面慣性矩I(cm4)243小梁合并根數(shù)n1小梁受力不均勻系數(shù)η11)強度驗算qmax＝ηlSmax＝1×0.2×52.624＝10.525kN/mqmin＝ηlSmin＝1×0.2×2.7＝0.54kN/m驗算簡圖彎矩圖(kN.m)Mmax＝0.264kN·mσ＝Mmax/W＝0.264×106/54000=4.891N/mm2≤[f]=15.44N/mm2滿足要求！2)撓度驗算qˊmax＝ηlSˊmax＝1×0.2×38.403＝7.681kN/mqˊmin＝ηlSˊmin＝1×0.2×0＝0kN/m驗算簡圖變形圖(mm)νmax＝0.156mm≤[ν]=l/250=500/250=2.0mm滿足要求！3）支座反力計算承載能力極限狀態(tài)剪力圖(kN)R1=3.261/η=3.261/1.000=3.26kNR2=5.800/η=5.800/1.000=5.80kNR3=5.111/η=5.111/1.000=5.11kNR4=5.332/η=5.332/1.000=5.33kNR5=4.860/η=4.860/1.000=4.86kNR6=2.993/η=2.993/1.000=2.99kNR7=2.019/η=2.019/1.000=2.02kN正常使用極限狀態(tài)剪力圖(kN)Rˊ1=2.380/η=2.380/1.000=2.38kNRˊ2=4.234/η=4.234/1.000=4.23kNRˊ3=3.727/η=3.727/1.000=3.73kNRˊ4=3.900/η=3.900/1.000=3.90kNRˊ5=3.503/η=3.503/1.000=3.50kNRˊ6=2.201/η=2.201/1.000=2.20kNRˊ7=1.178/η=1.178/1.000=1.18kN4)抗剪驗算Vmax＝3.05kNτ＝3Vmax/(2bh)=3×3.05×103/(2×40×90)=1.27N/mm2≤[τ]=1.3N/mm2滿足要求！6、主梁驗算主梁類型鋼管主梁截面類型(mm)Φ48×3.0主梁計算截面類型(mm)Φ48×2.7主梁抗彎強度設計值[f](N/mm2)360主梁抗剪強度設計值[τ](N/mm2)360主梁彈性模量E(N/mm2)200000主梁截面抵抗矩W(cm3)4.3主梁截面慣性矩I(cm4)6.04主梁合并根數(shù)m2主梁受力不均勻系數(shù)ζ0.6主梁計算方式三等跨梁由上節(jié)'小梁驗算'的'支座反力計算'知，主梁取小梁對其反力最大的那道驗算。承載能力極限狀態(tài)：Rmax＝ζMax[3.261，5.8，5.111，5.332，4.86，2.993，2.019]＝0.6×5.8=3.48kN。正常使用極限狀態(tài)：Rˊmax＝ζMax[2.38，4.234，3.727，3.9，3.503，2.201，1.178]＝0.6×4.234=2.54kN。1）強度驗算驗算簡圖彎矩圖(kN.m)Mmax＝0.696kN·mσ＝Mmax/W＝0.70×106/4300=161.869N/mm2[f]≤360.000N/mm2滿足要求！2)支座反力計算剪力圖(kN)第1道支撐所受主梁最大反力Rmax(1)＝5.77/ζ=5.77/0.60=9.617kN計算方法同上，可依次知：第2道支撐所受主梁最大反力Rmax(2)＝10.27/ζ=10.27/0.60=17.110kN第3道支撐所受主梁最大反力Rmax(3)＝9.04/ζ=9.04/0.60=15.075kN第4道支撐所受主梁最大反力Rmax(4)＝9.44/ζ=9.44/0.60=15.729kN第5道支撐所受主梁最大反力Rmax(5)＝8.60/ζ=8.60/0.60=14.337kN第6道支撐所受主梁最大反力Rmax(6)＝5.30/ζ=5.30/0.60=8.830kN第7道支撐所受主梁最大反力Rmax(7)＝3.57/ζ=3.57/0.60=5.954kN3)撓度驗算驗算簡圖變形圖(mm)νmax＝1.318mm≤[ν]=l/250=400/250=1.6mm滿足要求！7、對拉螺栓驗算對拉螺栓計算依據(jù)最不利荷載傳遞方式對拉螺栓類型M16軸向拉力設計值Ntb(kN)24.5同主梁驗算過程，可知對拉螺栓受力：N＝17.11kN≤Ntb＝24.5kN滿足要求！9.1.41800mm厚側墻模板驗算計算依據(jù)：1、《建筑施工模板安全技術規(guī)范》JGJ162-20082、《混凝土結構設計規(guī)范》GB50010-20103、《建筑結構荷載規(guī)范》GB50009-20124、《鋼結構設計標準》GB50017-20175、《建筑結構可靠性設計統(tǒng)一標準》GB50068-20181、工程屬性砼墻特性1800mm厚側墻砼墻厚度(mm)1800砼墻高度(mm)35502、支撐構造小梁布置方式豎直小梁間距l(xiāng)(mm)200主梁最大懸挑長度D(mm)200對拉螺栓水平間距s(mm)400主梁和支撐構造支撐序號主梁上支撐點距墻底距離hi(mm)第1道100第2道600第3道1100第4道1600第5道2100第6道2600第7道3100簡圖如下：墻模板正立面圖3、荷載組合側壓力計算依據(jù)規(guī)范《建筑施工模板安全技術規(guī)范》JGJ162-2008混凝土重力密度γc(kN/m3)24新澆混凝土初凝時間t0(h)4外加劑影響修正系數(shù)β11混凝土坍落度影響修正系數(shù)β21.15混凝土澆筑速度V(m/h)2.5混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度H(m)3.55新澆混凝土對模板的側壓力標準值G4k(kN/m2)min{0.22γct0β1β2v1/2，γcH}＝min{0.22×24×4×1×1.15×2.51/2，24×3.55}＝min{38.403，85.2}＝38.403kN/m2傾倒混凝土時對垂直面模板荷載標準值Q3k(kN/m2)2結構重要性系數(shù)γ01可變荷載調(diào)整系數(shù)γL0.9有效壓頭高度h＝G4k/γc＝38.403/24＝1.6m承載能力極限狀態(tài)設計值Smax＝γ0×(1.3G4k+γL×1.5Q4k)=1×(1.3×38.403+0.9×1.5×2.000)＝52.62kN/m2Smin＝γ0×γL×1.5Q4k＝1×0.9×1.5×2.000＝2.70kN/m2正常使用極限狀態(tài)設計值Sˊmax＝G4k＝38.403kN/m2Sˊmin＝0kN/m24、面板驗算面板類型覆面木膠合板面板厚度（mm）15面板抗彎強度設計值[f]（N/mm2）15.444面板彈性模量E（N/mm2）9350根據(jù)《規(guī)范》JGJ162，面板驗算按簡支梁。梁截面寬度取單位寬度即b＝1000mmW＝bh2/6＝1000×152/6＝37500mm3，I＝bh3/12＝1000×153/12=281250mm4考慮到工程實際和驗算簡便，不考慮有效壓頭高度對面板的影響。1)強度驗算q＝bSmax＝1.0×52.62＝52.62kN/m驗算簡圖Mmax＝ql2/8=52.62×0.2002/8=0.26kN·mσ＝Mmax/W＝0.26×106/37500=7.017N/mm2≤[f]=15.444N/mm2滿足要求！2)撓度驗算qˊ＝bSˊmax＝1.0×38.40＝38.40kN/m驗算簡圖撓度驗算,νmax＝5qˊl4/(384EI)=5×38.40×2004/(384×9350×281250)=0.30mm≤[ν]=l/250=200/250=0.80mm滿足要求！5、小梁驗算小梁類型矩形木楞小梁截面類型(mm)40×90小梁抗彎強度設計值[f](N/mm2)15.444小梁彈性模量E(N/mm2)9350小梁截面抵抗矩W(cm3)54小梁截面慣性矩I(cm4)243小梁合并根數(shù)n1小梁受力不均勻系數(shù)η11)強度驗算qmax＝ηlSmax＝1×0.2×52.624＝10.525kN/mqmin＝ηlSmin＝1×0.2×2.7＝0.54kN/m驗算簡圖彎矩圖(kN.m)Mmax＝0.264kN·mσ＝Mmax/W＝0.264×106/54000=4.891N/mm2≤[f]=15.44N/mm2滿足要求！2）撓度驗算qˊmax＝ηlSˊmax＝1×0.2×38.403＝7.681kN/mqˊmin＝ηlSˊmin＝1×0.2×0＝0kN/m驗算簡圖變形圖(mm)νmax＝0.156mm≤[ν]=l/250=500/250=2.0mm滿足要求！3)支座反力計算承載能力極限狀態(tài)剪力圖(kN)R1=3.261/η=3.261/1.000=3.26kNR2=5.800/η=5.800/1.000=5.80kNR3=5.111/η=5.111/1.000=5.11kNR4=5.332/η=5.332/1.000=5.33kNR5=4.860/η=4.860/1.000=4.86kNR6=2.993/η=2.993/1.000=2.99kNR7=2.019/η=2.019/1.000=2.02kN正常使用極限狀態(tài)剪力圖(kN)Rˊ1=2.380/η=2.380/1.000=2.38kNRˊ2=4.234/η=4.234/1.000=4.23kNRˊ3=3.727/η=3.727/1.000=3.73kNRˊ4=3.900/η=3.900/1.000=3.90kNRˊ5=3.503/η=3.503/1.000=3.50kNRˊ6=2.201/η=2.201/1.000=2.20kNRˊ7=1.178/η=1.178/1.000=1.18k