立杆间距600计算书

600间距立杆计算书一、工程属性新浇混凝土楼板名称B2，标高-1.7.00m新浇混凝土楼板板厚(mm)380新浇混凝土楼板边长L(m)8.4新浇混凝土楼板边宽B(m)8.4二、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)3.1立柱纵向间距la(mm)600立柱横向间距lb(mm)600水平拉杆步距h(mm)1500立柱布置在混凝土板域中的位置自定义立柱距混凝土板短边的距离(mm)200立柱距混凝土板长边的距离(mm)200主梁布置方向平行楼板长边小梁间距(mm)200小梁距混凝土板短边的距离(mm)100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)12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： Wbh2/6=10001212/624000mm3，Ibh3/12=1000121212/12144000mm4 1、强度验算 q10.9max1.2(G1k+ (G3k+G2k)h)+1.4Q1k，1.35(G1k+ (G3k+G2k)h)+1.40.7Q1kb=0.9max1.2(0.1+(1.1+24)0.38)+1.42.5，1.35(0.1+(1.1+24)0.38)+1.40.72.5 1=13.92kN/m q20.91.35G1Kb=0.91.350.11=0.12kN/m p0.91.30.7Q1K=0.91.40.72.52.2kN Mmaxmaxq1l2/8,q2l2/8+pl/4=max13.920.22/8，0.120.22/8+2.20.2/4= 0.11kNm Mmax/W0.11106/240004.62N/mm2f15N/mm2 满足要求！ 2、挠度验算 q(G1k+(G3k+G2k)h)b=(0.1+(1.1+24)0.38)1=9.64kN/m 5ql4/(384EI)59.642004/(38410000144000)0.14mml/400200/4000.5mm 满足要求！五、小梁验算小梁类型方木小梁材料规格(mm)5080小梁抗弯强度设计值f(N/mm2)15.44小梁抗剪强度设计值(N/mm2)1.78小梁弹性模量E(N/mm2)9350小梁截面抵抗矩W(cm3)53.33小梁截面惯性矩I(cm4)213.33 因B/lb取整-18400/600取整-113，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 q10.9max1.2(G1k+(G3k+G2k)h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)h)+1.40.7Q1kb=0.9max1.2(0.3+(1.1+24)0.38)+1.42.5，1.35(0.3+(1.1+24)0.38)+1.40.72.50.22.83kN/m 因此，q1静0.91.35(G1k+(G3k+G2k)h)b=0.91.35(0.3+(1.1+24)0.38)0.22.39kN/m q1活0.91.40.7Q1kb=0.91.40.72.50.20.44kN/m M10.077q1静L2+0.1q1活L20.0772.390.62+0.10.440.620.08kNm q20.91.35G1kb=0.91.350.30.20.07kN/m p0.91.40.7Q1k=0.91.40.72.52.2kN/m M20.077q2L2+0.21pL0.0770.070.62+0.212.20.60.28kNm M3maxq1L12/2，q2L12/2+pL1=max2.830.12/2，0.070.12/2+2.20.10.22kNm MmaxmaxM1，M2，M3max0.08，0.28，0.220.28kNm Mmax/W0.28106/533305.25N/mm2f15.44N/mm2 满足要求！ 2、抗剪验算 V10.607q1静L+0.62q1活L0.6072.390.6+0.620.440.61.03kN V20.607q2L+0.681p0.6070.070.6+0.6812.21.53kN V3maxq1L1，q2L1+pmax2.830.1，0.070.1+2.22.21kN VmaxmaxV1，V2，V3max1.03，1.53，2.212.21kN max3Vmax/(2bh0)=32.211000/(28050)0.83N/mm21.78N/mm2 满足要求！ 3、挠度验算 q=(G1k+(G3k+G2k)h)b=(0.3+(24+1.1)0.38)0.21.97kN/m 跨中max0.632qL4/(100EI)=0.6321.976004/(10093502133300)0.08mml/400600/4001.5mm 悬臂端maxqL4/(8EI)=1.971004/(893502133300)0mml1/400100/4000.25mm 满足要求！六、主梁验算主梁类型钢管主梁材料规格(mm)483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(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 Q1k1.5kN/m2 q10.9max1.2(G1k+ (G3k+G2k)h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)h)+1.40.7Q1kb=0.9max1.2(0.5+(1.1+24)0.38)+1.41.5，1.35(0.5+(1.1+24)0.38)+1.40.71.50.22.7kN/m q1静0.91.35(G1k+ (G3k+G2k)h)b=0.91.35(0.5+(1.1+24)0.38)0.22.44kN/m q1活0.91.4Q1kb=0.91.41.50.20.38kN/m q2(G1k+ (G3k+G2k)h)b=(0.5+(1.1+24)0.38)0.2=2.01kN/m 承载能力极限状态 按四跨连续梁，Rmax(1.143q1静+1.223q1活)L1.1432.440.6+1.2230.380.61.95kN 按悬臂梁，R1q1l=2.70.10.27kN RmaxRmax，R11.95kN; 同理，R1.46kN，R1.46kN 正常使用极限状态 按四跨连续梁，Rmax1.143q2L1.1432.010.61.38kN 按悬臂梁，R1q2l=2.010.10.2kN RmaxRmax，R11.38kN; 同理，R1.03kN，R1.03kN 2、抗弯验算 计算简图如下： 主梁弯矩图(kNm) Mmax0.63kNm Mmax/W0.63106/4490140.55N/mm2f205N/mm2 满足要求！ 3、抗剪验算 主梁剪力图(kN) Vmax3.6kN max2Vmax/A=23.61000/42416.98N/mm2125N/mm2 满足要求！ 4、挠度验算 主梁变形图(mm) max1.03mm 跨中max=0.19mm=600/400=1.5mm 悬挑段max1.03mm=300/400=0.75mm 不满足要求！请减小小梁间距或立柱纵向间距，或优化小梁位置等！（可以不考虑悬挑）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)100顶部立杆计算长度系数11.386非顶部立杆计算长度系数21.755钢管类型483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=k1(hd+2a)=11.386(1500+2100)=2356.2mm 非顶部立杆段：l02=k2h =11.7551500=2632.5mm =l0/i=2632.5/15.9=165.57=210 长细比满足要求！ 2、立柱稳定性验算 顶部立杆段：l01=k1(hd+2a)=1.1151.386(1500+2100)=2627.163mm 1l01/i2627.163/15.9165.23，查表得，10.259 f=N/(A)=0.9max1.2(0.5+(1.1+24)0.38)+1.41, 1.35(0.5+(1.1+24)0.38)+1.40.710.60.61000/(0.26424)=4.711000/109.82=42.87N/mm2f=205 N/mm2 满足要求！ 非顶部立杆段：l02=k2h =1.1151.7551500=2935.237mm 2l02/i2935.237/15.9184.606，查表得，20.211 f=N/(A)=0.9max1.2(0.75+(1.1+24)0.38)+1