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某大厦转换层施工施工组织设计方案

附件二、转换层荷载计算一、受力分析：由于转换层施工时产生的荷载非常大，且上下层部分结构梁位置不对齐，转换层大梁施工时产生荷载通过模板支撑系统直接传递于下层梁板面上（对于上下层结构梁位置不对齐的部位，采用搭设斜撑架把大梁荷载传递到下层梁上），考虑第四、五层楼板模板不拆除，因此上部荷载通过模板支撑系统同时由下面两层即四、五层来承载，计算时只要梁满足最大承载力要求即可。1．取37—45/Y1轴梁为研究对象计算，受力如下图所示：二、承载力计算：1．梁的计算：1.1梁实际受弯承载力计算（第四、五层板标高为17.600m、21.900m）考虑第四、五层模板不予以拆除，以承受上部转换层传来荷载。已知：b×h=350×800砼C35,fy取340N/mm2(25)fcm=19N/mm2As1=1964mm2As2=3928mm2ζ=Asfy/bh0fcm=5892×340/350×750×19=0.402查表得as=0.323Mu=as×b×h02×fcm=0.323×350×7502×19=1208KN·M1.2转换层荷载计算：1.2.1已知：b×h=800×2800砼C45,fy取340N/mm2(25)fcm=23.5N/mm2L=7.2m钢筋砼自重：26KN/m3,模板及其支架自重：0.85KN/m3,施工荷载：1KN/m3，振捣砼荷载：2KN/m3；大梁砼浇筑高度为1.8m。钢筋砼自重：1.2×(26KN/m3×0.8m×1.8m×9.9m)=444.7KN模板及支架自重：1.2×0.9×(0.85KN/m3×0.8m×1.8m×9.9m)=13.09KN

施工人员及设备荷载自重：1.4×(1KN/M2×0.8m×9.9m)=11.1KN

深圳市某少年宫上部钢结构工程施工组织设计振捣砼时产生的荷载：1.4×(2.0KN/m2×0.8m×9.9m)=22.18KN

则荷载总重：N=444.7+13.09+11.1+22.18=491.1KN

q=491.1/9.9=49.6KN/M

1.2.2已知：b×h=700×2600砼C45,fy取340N/mm2(25)fcm=23.5N/mm2L=7.2m

大梁砼浇筑高度为1.6m。

钢筋砼自重：1.2×(26KN/m3×0.7m×1.6m×7.2m)=251.6KN

模板及支架自重：1.2×0.9×(0.85KN/m3×0.7m×1.6m×7.2m)=7.4KN

施工人员及设备荷载自重：1.4×(1KN/M2×0.7m×7.2m)=7.056KN

振捣砼时产生的荷载：1.4×(2.0KN/m2×0.7m×7.2m)=14.112KN

则荷载总重：N=251.6+7.4+7.056+14.112=280.22KN

q=280.22/7.2=38.92KN/M

p=38.92×7.2/2=140.1KN

1.2.3已知：b×h=600×2300砼C45,fy取340N/mm2(25)fcm=23.5N/mm2L=7.2m

大梁砼浇筑高度为1.3m。

钢筋砼自重：1.2×(26KN/m3×0.6m×1.3m×7.2m)=175.2KN

模板及支架自重：1.2×0.9×(0.85KN/m3×0.6m×1.3m×7.2m)=5.2KN

施工人员及设备荷载自重：1.4×(1KN/M2×0.6m×7.2m)=6.05KN

振捣砼时产生的荷载：1.4×(2.0KN/m2×0.6m×7.2m)=12.1KN

则荷载总重：N=175.2+5.2+6.05+12.1=198.6KN

q=198.6/7.2=27.6KN/M

p=27.6×7.2/2=99.3KN

1.2.4转换层梁与下部梁位置不对齐，把转换层梁通过钢管斜支撑传递到下层梁上，不与下层板面直接接触,即37~45/Y1轴偏北L—9把荷载传递到下层37~45/Y1轴梁上；已知：b×h=700×2300L=9.9m

大梁砼高度为1.3m。

钢筋砼自重：1.2×(26KN/m3×0.7m×1.3m×9.9m)=281.1KN

模板及支架自重：1.2×0.9×(0.85KN/m3×0.7m×1.3m×9.9m)=8.3KN

施工人员及设备荷载自重：1.4×(1KN/M2×0.7m×9.9m)=9.7KN

振捣砼时产生的荷载：1.4×(2.0KN/m2×0.7m×9.9m)=19.4KN

则荷载总重：N=281.5+8.3+9.7+19.4=318.5KN

q=318.5/9.9=32.2KN/M

M总=M1+M2+M3+M4

M1=qL2/24=49.6×9.92/24=202.6KN·M

M2=2Pa2b2/L3=2×99.3×6.62×3.32/9.93=97.1KN·M

M3=2Pa2b2/L3=2×280.22×3.62×6.32/9.93=297.1KN·M

M4=qL2/24=32.2×9.92/24=131.5KN·M

则M总=202.6+97.1+297.1+131.5=728.3KN·M

则上部荷载M总=728.3KN·M

a.根据受力分析，梁承受最大剪力为

R1=qL/2=(49.6×9.9)/2=245.5KN

R2B=pa2(1+2b/L)/L2=140.1×6.62(1+2×3.3/9.9)/9.92=103.8KN

R2A=pb2(1+2a/L)/L2=140.1×3.32(1+2×6.6/9.9)/9.92=36.3KN

R3B=pa2(1+2b/L)/L2=198.6×3.62(1+2×6.3/9.9)/9.92=59.7KN

R3A=pb2(1+2a/L)/L2=198.6×6.32(1+2×3.6/9.9)/9.92=138.9KN

R4=qL/2=(32.2×7.2)/2=115.9KN

V=R1+R2B+R3A+R4=245.5+103.8+138.9+115.9=604.1KN

Hw/b=0.75/0.35=2.14<4

某省会议中心装饰施工组织设计.docV=604.1<0.25×17×350×750=1116KN（符合要求）

0.07Fcbho=0.07×17×350×750=312.4KN﹤604.1KN

故选用四肢箍Ф10(Asv1=78.5mm2),于是箍筋间距为

s≤Asv/0.463=4×78.5/0.5=628mm

DB35／T 1826-2019标准下载原设计为Ф10＠100/150（4）

验算其配筋率为：PS0=(4×78.5)/(350×150)=0.6%

最小配筋率为：PS0min=0.02(fc/fy)=0.02×(17/340)=0.1%<0.6%（满足要求）