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转换层支托梁（高支模）模板及支撑系统设计计算与施工方案转换层支托梁（高支模）模板及支撑系统设计计算
模板自重（按每延米计算）
1.6×0.025×1.0×5=0.2KN/m；
外墙清洗、外墙涂料施工方案0.08×0.08×1.6×6×5=0.31KN/m；
2.0×0.018×2×5=0.36KN/m；
2.0×0.08×0.08×6×5=0.38KN/m；
0.1×0.12×1.0×5×5=0.3KN/m；
8×2×0.0536=0.858KN/m；
模板合计：0.2+0.31+0.36+0.38+0.3+0.858=2.4KN/m，乘以分项系数得：模板设计荷载：2.4×1.2=2.88KN/m；
乘以分项系数得：砼设计荷载
1.6×2.2×24×1.2=101.38KN/m；
乘以分项系数得：设计荷载
1.6×2.2×1.55×1.2=6.55KN/m1.55为每m3砼含钢量
4、施工人员及设备荷载
乘以分系数得：设计荷载
1.6×1.5×1.4=3.36KN/m1.5为每m2施工荷载
5、振捣砼时产生的荷载
乘以分项系数得：设计荷载
1.6×2×1.4=4.48KN/m2为每m2水平荷载
6、新浇筑砼对模板侧面的压力
F1=0.22γc·to·β1·β2·V0.5F2=γcH
式中：F——新浇筑砼对模板的最大侧压力（KN/m2）；
γc——砼的重力密度（KN/m3）
to——新浇砼的初凝时间（h），采用to=200/（T+15）
计算（T为砼的温度0C）；
V——砼的浇筑速度（m/h）；
H——砼侧压力计算位置处至新浇筑砼顶面的总高度（m）；
β1——外加剂影响修正系数；
β2——砼坍落度影响修正系数；
F1与F2两者取其最小值。
Γc=24KN/m3，to=200/（T+15），T=300C，V=2m/h，
H=1.18（m），β1=1.2，β2=1.0
代入上式：F1=0.22×24×4.44×1.2×1.0×20.5=39.78KN/m2㎡
F2=ΓCH=24×1.18=28.32KN/m2
取最小值：F=28.32KN/m2㎡
模板侧面压力乘以分项系数得设计值：
F=28.3×1.2=33.98KN/m2㎡
化为线荷载,单位KN/m2，改为KN/m。
7、倾倒砼时对垂直模板产生的水平荷载标准值，当采用容积为0.2~0.8m3的运输器具时，查表取4KN/m2。
4×1.4=5.6KN/m2㎡
1+2+3+4+5+6+7=2.88+101.38+6.55+3.36+4.48+33.98+5.6=158.23KN/m
即q1=158.23KN/m
施工人员及施工设备荷载
新浇筑砼时对模板侧面的压力
（一）+（二）+（三）+（五）
（一）+（二）+（三）
模板结构构件验算（附图4、5）
木材（马尾松）强度设计值与弹性模量
fc=10N/mm2（顺纹抗压）
fv=1.4N/mm2（顺纹抗剪）
fm=11.7N/mm2（抗弯）
E=9000N/mm2（弹性模量）
底模验算（选用25mm板厚）
1）、荷载：按表二荷载组合（一）+（二）+（三）+（五）：
底模自重：=0.2KN/m
砼自重：=101.38KN/m
钢筋自重：=6.55KN/m
振捣砼荷载：=4.48KN/m
合计：q1=112.61KN/m
乘以折减系数：0.9，则q=q1×0.9=101.35KN/m
底模下横楞木间距为0.2m，按四等跨连续梁计算，查“2施工常用结构计算”中结构静力计算表，得：
挠度系数:Kw=0.967。
б=2.94N/mm τ=0.47N/mm2 按荷载组合不包括振捣砼荷载（一）+（二）+（三）： q=2.88+101.38+6.55=110.81KN/m 乘以折减系数0.9得： q=110.81×0.9=99.73KN/m W=Kw=0.967× [W]=L/400=200/400=0.5mm>W=0.08mm（可） 横楞木验算（按四等跨连续梁计算） 选用截面b×h＝80×80 1）横楞木上荷载按荷载组合（一）＋（二）＋（三）＋（五）计算 q1=2.88+101.38+6.55＋4.48=115.29KN/m 折合每根荷载：115.29÷5＝23.05KN/（根） 2）抗弯承载力验算：q1=23.05KN/（根）÷1.6=14.4KN/m 乘以折减系数0.9得： q=q1×0.9=14.4×0.9=12.96KN/m 挠度系数：Kw＝0.967 =0.56×106N.mm б==0.56×106／（b×h2/6）=0.56×106／（80×802/6） ＝6.56N/mm2 剪应力：τ＝=＝1.12N/mm2 τ=1.12N/mm2 4）挠度验算按荷载组合：（一）＋（二）＋（三） q1=2.88+101.38+6.55=110.81KN/m 折算每根荷载q1=110.8÷5=22.16KN/（根） 按每米计：q1=22.16÷1.6=13.85KN/m q=q1×0.9=13.85×0.9=12.46KN/m 则W=Kw·qL4/(100EI)= =0.51mm<[W]=L/400=600/400=1.5mm（可） 选用载面b×h=100×120 1）荷载：按荷载组合（一）+（二）+（三）+（五）计算 q1=2.88+101.38+6.55+4.48=115.29KN/m q=q1×0.9=115.29×0.9=103.76KN/m 折合每根荷载：q=103.76÷5=20.75KN/（根） 底模横楞木下纵楞木横向间距为0.6米，纵向支承间距为0.6米，按四等跨连续梁计算。 б==0.9×106/(bh2/6)=6×0.9×106/100×1202 =5.4×106/144×104=3.75N/mm2 б=3.75N/mm2 即τ=0.96N/mm2 4）挠度验算：按荷载组合（一）+（二）+（三）计算 q1=2.88+101.38+6.55=110.81KN/M 折合每根纵楞木q1=110.81÷5=22.16KN/(根) q=q1×0.9=22.16×0.9=19.94KN/m W=Kw·qL4/100EI=0.967×19.94×12×6004/(9×1203×107) =0.19mm<[W]=L/400==1.5mm(可) 选用载面b×h=80×80 1）荷载计算：按大体积结构的侧模荷载组合为（六）+（七）:计算荷载编号（六），新浇筑砼时对模板的侧压力为： F1=0.22γc.t0.β1.β2.V0.5 两式中符号同前，取值分别为： T=300C、β1=1.2、β2=1.0、V=2m/h、H=1.98m 则F1=0.22γc.t0.β1.β2.V0.5=0.22×24××1.2×1.0×20.5 =39.78KN/m2； F2=γc.H=24×1.98=47.52KN/m2 取两者较小值，即F1=39.78KN/m2 乘以分项系数：F=F1×1.2=39.78×1.2=47.74KN/m2 计算荷载编号(七)：倾倒砼时产生的荷载,查表取4KN/m2。 乘以分系数：4×1.4=5.6KN/m2 以上两项荷载合计：q1=47.74+5.6=53.34KN/m2 竖楞木间距为400，则线荷载为：q1=53.34÷3=17.78KN/m(根) 乘以折减系数0.9，则q=17.78×0.9=16.0KN/m(根) 注：每根长为2m，荷载分布呈三角形，从安全考虑，以最不利荷载计算。 为简化计算，仍按四等跨连续梁计算，其Km、Kv和Kw与前述相同。 =5.67N/mm2 V=0.62qL=0.62×16×0.50=4.96KN=4.96×103N τ=＝==1.16N/mm2 4）挠度验算：按荷载组合（六）计算 取侧压力F=47.74KN/m2 竖楞木间距为400mm，则线荷载为： q1=47.74÷3=15.91KN/（根） 乘以折减系数，则q=15.91×0.9=14.32KN/（根） W=0.967qL4/(100EI)== 选用截面b×h=100×140 荷载：根据第4条纵楞木荷载组合传至顶托横楞木上， q=20.75KN/(根)×0.6=12.5KN 按单跨简支梁计算，如右图： 查“2施工常用结构计算”中的结构静力计算表得： Mmax=FL=×12.5×1.2=3.75KN.m=3.75×106N.mm 即б=11.48N/mm2〈fm=11.7N/mm2（可） 剪力VA=RAVB=RB 即τ=0.67N/mm2〈fv=1.4N/mm2（可） 4)挠度验算按荷载组合（一）＋（二）＋（三）计算 q1＝2.88+101.38+6.55=110.81KN/m 顶托横楞木（门架）纵向间距600，按每沿米2根考虑，折合每根荷载为 110.81÷2＝55.41KN/根，因梁的横向设两榀门架，即55.41÷2＝27.7KN/根。 q=q1×0.9=27.7KN/根×0.9=24.93KN/根，0.9为折减系数 每根长度为1.2m，则q=24.93÷1.2=20.78KN/m 则Wmax＝=＝=4mm Wmax=4mm＞[W]==＝3mm（不可） 将顶托横楞木截面改用100×160重新复核挠度： 则Wmax＝=＝=2.43mm 即Wmax=2.43mm<[W]==＝3mm（可） 侧模荷载组合为（六）＋（七）：按5、侧模竖楞木1）荷载计算得： q1＝53.34KN/m2乘以折减系数0.85，荷载设计值为： q1＝53.34×0.85＝45.34KN/m2 查“建筑施工手册4”表7－17、M14螺栓净截面面积A＝105mm2 N＝q1×内楞间距×外楞间距＝45.34×0.5×0.4＝9.1KN 即N＝9.1KN<[N]=17.8KN(表17－17)（富余） б＝＝＝86.7N/mm2 即б＝86.7N/mm2＜[б]=170N/mm2(普通螺栓允许应力17－6－3)（富余） 可将M14改用M12：实际施工仍用M14。 N＝9.1KN＜[N]=12.9KN（表17－17）（可） б＝＝＝119.74N/mm2＜[б]=170N/mm2（可） 本工程模板支撑结构采用标准型门式脚手架MJ1219，立杆外径42mm，壁厚2.5mm，高度h0＝1930mm；加强杆高度h1＝1536mm，加强杆外径26.8mm、壁厚2.5mm；门架宽度1219mm；调节架900系列，TF－1209y，宽度1219mm，高度914mm；其他采用相应配件。图表参照“建筑施工手册（1）”表5－95、表5－96等有关资料。 以下就支托大梁模板支撑结构作计算，楼板为门式脚手架满堂搭设，计算从略。 脚手架的工作主要受其失稳承载力的控制。因此，脚手架整体和局部稳定性是设计计算中的关键。在计算时，由于常把整架稳定问题转化成对立柱的稳定性进行计算，故总称为“整体（立柱）稳定性计算”。 门架整体稳定性计算转化为对门架立柱的计算，并简化为立柱的轴心受压 无弯矩作用时：N≤Nd（5－40） N＝1.1[nh(gk1+gk3)+n1La(gk2+1.15qk)] 式中：n步数，即门架层数，按2层考虑n=2; h步距即门架的计算高度，h=h0+25mm=1900+25=1925mm =1.925m；gk1以每米架高计的构架基本结构杆部件的自重计算基数（KN／m）； gk1查表5－9，当n'2=1.0（水平架每层设置时）gk1＝0.0885KN/m； gk2以每米立杆纵距（La）计的作业层面材料的自重计算基数（KN／m）；查表5－14，gk2＝0.1500KN/m。 gk3以每米架高计的外立面整体拉结杆件和防护材料的自重基数（KN／m）；防护材料可不计，但拉结杆件须搭设纵横水平杆（上、中、下）及斜向剪刀撑。 即剪刀撑取0.68m/m2，化为每米线荷载为0.68×3＝2.04m/m,化为重量为：2.04×37.67=76.84N/m=0.0768=0.077KN/m。 纵横水平杆为：（4×3×1.0＋2×3×1.8）×37.67=0.86KN/m。 则gk3＝0.077+0.86=0.94KN/m。 n1同时存在的作业层设置数n1＝1； qk作业层施工荷载计算基数； 根据第4条计算：q=103.76KN/m，大梁横向设二榀门架，即：qk＝q× ＝103.76×=51.88KN/m。 N=1.1[nh(gk1+gk3)+n1La(gk2+1.15qk)] ＝1.1[2×1.925(0.0885+0.94)+1×0.6(0.15+1.15×51.88)] =1.1[2×1.925×1.03+1×0.6×59.81]=1.1[3.96+35.88] =1.1×39.84=43.82KN 一榀门架的稳定承载力设计值： 式中：A一榀门架两根柱的毛截面积（＝2A1）; 2A1=6.204cm2=620.4mm2 f门架钢材的强度设计值；f=0.205KN/mm2=205N/mm2 γ΄m材料抗力的附加分项系数，表5－5 轴心受压构件：γ΄m＝1.5607 式中：SGK由恒荷载标准值产生的作用效应； SQK由施工荷载标准值产生的作用效应。 SGK＝nh(gk1+gk3)+n1Lagk2 =2×1.925(0.0885+0.94)+1×0.6×0.15 =2×1.925×1.03+0.09=3.96+0.09=4.1KN SQK=n1Laqk=1×0.6×51.88=31.13KN γ΄m＝1.5607＝1.5607× =1.5607×=1.5607×0.882=1.376 φ门架立柱的稳定系数，按入＝h0/i查表 h0门架的高度1.9m i钢管回转半径，查表5－96，i=1.524(cm)=0.01524(m) 锦绣龙城施工组织设计.docλ=124.67φ=0.142 将上述各数据代入Nd式： Nd= ＝=38080.65N N=43.82KN>Nd=38.08KN(不可) 可采取两种办法解决，一是改变门架纵向间距，由600改为400，但此种办法，通道窄GB25779-2010 承重混凝土多孔砖.pdf，不便施工操作；二是改选门架和调节架型号。现改用门架及调节型号为：门架选用MF1217，立柱外径φ42.7、壁厚2.4，高度h0=1700、h1＝1200，门架宽度A＝1200；调节架改用TF－1209，宽度A＝1200，高度B＝914，见表5－96、表5－97。 重新调整计算一榀门架的稳定承载力设计值：