顶板支撑计算

地下车库顶顶板支撑力计算书1、地下车库顶板支模构造：地下车库为全现浇结构，地下车库墙体高 3.4M，最大墙厚300MM，顶板厚150MM，最大跨度8.4M。

地下车库顶板模板支撑用碗扣式钢脚手，顶端安装可调节螺栓，上铺60×80MM方木。

支撑立杆间距700×1000MM，方木间距＜250MM。

方木上满铺厚为15MM的竹胶板。

2、地下室顶板模板验算：⑴荷载计算a、模板及其支架自重，=0.75KN/m2b、新浇筑砼自重，P2=24×0.25=6 KN/m2c、钢管自重，P3=1.1×0.25=0.23 KN/m2d、施工人员及施工设备荷载，P4=1.0 KN/m2荷载分项系数静载取1.2；活载取1.4P总=1.2（0.75+6+0.23）=1.4×1.0=9.8 KN/m2⑵横向双钢管的抗弯刚度及挠度a、支点弯距M=K Mq L2=0.1×9.8×0.72=0.69 KN*M≤Wnf=5.08×215×10-3=1.1KN*M故满足要求。

b、跨中挠度计算KFL3/EI=0.667×9.8×0.74/（12.19×206×103）=0.26MM≤700×1/400=1.75MM故满足要求。

⑶立杆的轴心抗压及稳定性演算每根立杆所承受的压力为9.8×0.7KNa、轴心抗压应力：N/A=9.8×0.7/489=14N/MM2≤[δ]=215 N/MM2故满足要求。

b、稳定性演算：立杆为两端铰支，Lo =2000MM长细比λ= Lo/I=2000/15.8=126.6≤[λ]=150，由此查得表得Φ=0.402，δ=N/ΦA=0.7×9.8×103/（0.402×1810）=9.4N/MM2≤[δ]=215 N/MM2故满足要求。

顶板支撑计算板模板(扣件钢管高架)计算书上海鸿宝电气有限公司厂房工程；工程建设地点：上海市嘉定区南翔镇顺达路以北、姚家泾河道以南；属于框架结构；地上11层；地下1层；建筑高度：49.9m；标准层层高：4.2m ；总建筑面积：21028平方米；总工期：400天。

本工程由上海鸿宝电气有限公司投资建设，上海江南建筑设计院有限公司设计，上海昌发岩土工程勘察技术有限公司地质勘察，上海景业建设工程监理咨询有限公司监理，上海八润建筑有限公司组织施工；由边挺秀担任项目经理，谢伟琦担任技术负责人。

高支撑架的计算依据《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》（JGJ130-2001）、《混凝土结构设计规范》GB50010-2002、《建筑结构荷载规范》(GB 50009-2001)、《钢结构设计规范》(GB 50017-2003)等规范编制。

因本工程模板支架高度大于4米，根据有关文献建议，如果仅按规范计算，架体安全性仍不能得到完全保证。

为此计算中还参考了《施工技术》2002（3）：《扣件式钢管模板高支撑架设计和使用安全》中的部分内容。

一、参数信息1.模板支架参数横向间距或排距(m):0.90；纵距(m):0.90；步距(m):1.80；立杆上端伸出至模板支撑点长度(m):0.10；模板支架搭设高度(m):5.40；采用的钢管(mm):Φ48×3.0 ；板底支撑连接方式:方木支撑；立杆承重连接方式:双扣件，考虑扣件的保养情况，扣件抗滑承载力系数:0.75；2.荷载参数模板与木板自重(kN/m2):0.500；混凝土与钢筋自重(kN/m3):25.500；施工均布荷载标准值(kN/m2):1.000；3.材料参数面板采用胶合面板，厚度为18mm；板底支撑采用方木；面板弹性模量E(N/mm2):9500；面板抗弯强度设计值(N/mm2):13；木方抗剪强度设计值(N/mm2):1.400；木方的间隔距离(mm):250.000；木方弹性模量E(N/mm2):9000.000；木方抗弯强度设计值(N/mm2):13.000；木方的截面宽度(mm):50.00；木方的截面高度(mm):100.00；4.楼板参数楼板的计算厚度(mm):20.00；图2 楼板支撑架荷载计算单元二、模板面板计算模板面板为受弯构件,按三跨连续梁对面板进行验算其抗弯强度和刚度模板面板的截面惯性矩I和截面抵抗矩W分别为：W = 90×1.82/6 = 48.6 cm3；I = 90×1.83/12 = 43.74 cm4；模板面板的按照三跨连续梁计算。

地库顶板荷载计算书为满足地库顶板载重行车要求，车道位置采用模板支撑加固方案，方案计算如下：模板支架搭设高度为3.65米，搭设尺寸为：立杆的纵距b=0.60米，立杆的横距l=0.60米，立杆的步距h=1.20米。

梁顶托采用100×140mm方木。

采用的钢管类型为Φ48×3.0。

该部分模板及支撑不予拆除，直至车道不予使用。

一、模板面板计算面板为受弯结构,需要验算其抗弯强度和刚度。

模板面板的按照三跨连续梁计算。

负重标准值q1=25.000×1.000×0.600+0.500×0.600=15.300kN/m其他活荷载标准值q2=(2.000+2.500)×0.600=2.700kN/m面板的截面惯性矩I和截面抵抗矩W分别为:本算例中，截面惯性矩I和截面抵抗矩W分别为:W=60.00×1.80×1.80/6=32.40cm3；I=60.00×1.80×1.80×1.80/12=29.16cm4；(1)抗弯强度计算f=M/W<[f]其中 f——面板的抗弯强度计算值(N/mm2);M——面板的最大弯距(N.mm)；W——面板的净截面抵抗矩；[f]——面板的抗弯强度设计值，取11.00N/mm2；M=0.100ql2其中q——荷载设计值(kN/m)；经计算得到M=0.100×(1.2×15.300+1.4×2.700)×0.250×0.250=0.138kN.m经计算得到面板抗弯强度计算值f=0.138×1000×1000/32400=4.271N/mm2面板的抗弯强度验算f<[f],满足要求!(2)抗剪计算T=3Q/2bh<[T]其中最大剪力Q=0.600×(1.2×15.300+1.4×2.700)×0.250=3.321kN截面抗剪强度计算值T=3×3321.0/(2×600.000×18.000)=0.461N/mm2截面抗剪强度设计值[T]=1.20N/mm2抗剪强度验算T<[T]，满足要求!(3)挠度计算v=0.677ql4/100EI<[v]=l/400面板最大挠度计算值v=0.677×18.000×2504/(100×4000×291600)=0.408mm面板的最大挠度小于250.0/400,满足要求!二、支撑方木的计算方木按照均布荷载下三跨连续梁计算。

顶板管理：1、工作面顶板管理：采用木柱联合工作面煤柱支护。

2、垮落步距计算：：21/28.355cos 5.2)135.1/(8.0cos )1/(m t kp h Pt =⨯⨯-=⨯⨯-=αγ由于采仰斜短壁后退式开采，采后空间由木柱联合工作面煤柱支护，可按固定梁计算，直接顶抗拉强度按R t =7.0Mpa 计算，则初次垮落步距： m qco R h L t 6.1857.0045.0728.0s 21=⨯⨯⨯==α＞13m （回采最大控顶宽度）不会直接顶发生顶板垮落。

Q=γ×r=0.025×0.8=0.02直接顶发生顶板垮落。

二、顶板压力计算：（经过矿压观测的可用观测数据）1、采用经验公式计算：Pt = h/(kp-1)×γ×cos α= 0.8/（1.35-1）×2.5×cos55°=3.28 t/m 2式中：Pt —每平方米所承受顶板压力 （t/m 2）；h —煤层厚度 （取最大值1m ） （m ）kp — 碎胀系数， 取1.35γ— 顶板岩石重力密度，t/m 3， 可取2.5t/m 3α— 煤层倾角 (° )2、木柱直径选择D =（1.1～1.25）80=（1.1～1.25）80=9.8～11.2（cm）D取12cm式中：D—木柱直径（cm）；L—木柱长度（cm）。

3、木支柱实际支撑力计算（1）木支柱理论支撑力计算R≥fc×AR≥0.143×3.14×62R≥16.1t/根式中：R—每根木柱理论支撑力（t/根）fc—0.143 (t/cm2) （按柞木、桦木TB15等级选取）A—木柱截面积(㎝2)；（2）木支柱修正计算公式Rt=Kg×Kz×Kb×Kh×Ka×R=0.6×0.7×0.7×1.0×0.80×16.1=3.78t/根式中：R—支柱额定工作阻力，（t/根）；Rt—支柱实际支撑力，（t/根）；Kg—工作阻力影响系数，取0.6Kz—增阻系数，取0.7Kb—不均匀系数，取0.7Kh—采高系数，取1.0Ka—倾角系数，取0.80（3）工作面合理支柱密度计算：n = Pt/Rt =3.28/3.78=0.0.867根/m2式中：n—支柱密度，根/m2Rt—支柱实际支撑能力，（t/根）。

地库顶板下支撑系统计算说明武汉市骏业。

财富中综合楼AB,因场地原因该两栋楼施工电梯需安装在地库的顶板上，因地下室顶板在施工电梯基础的安装部位留置有结构后浇带,且施工电梯的安装与使用,对地库顶板结构将产生较大的施工荷载，故考虑在地库顶板下设置钢管支撑系统以策安全。

地库已施工结束需在地库顶板上钻孔设置施工电梯的地脚螺栓，此基础的设置按照施工电梯的施工图进行施工.施工电梯的基础长为6.0m、宽为5.0m、厚为0.25m。

本计算书主要依据本工程施工图、施工升降机说明书、《施工升降机》GB/T 10054-2005，《建筑地基基础设计规范》GB50007—2011，《混凝土结构设计规范》GB 50010—2010，《建筑施工升降机安装、使用、拆卸安全技术规程》（JGJ215-2010）等进行计算。

在施工荷载的计算时为便于计算作用在支撑系统的荷载,将地库顶板、梁的高度按照电梯基础范围折算成厚度并入到顶板的厚度内,进行荷载组合。

具体计算见计算书。

支撑系统计算书一、计算参数：1、。

施工升降机基本参数施工升降机型号:SC200/200C；吊笼形式：双吊笼；架设总高度：75。

9m；标准节长度:3m;底笼长：3.4m; 底笼宽：1。

7m；标准节重:154kg;单个吊笼重: 2200kg；吊笼载重：2000kg;外笼重量：1480kg；注：施工电梯位置见后附图2、基础承载力设计按安装80m考虑，共需54节标准节,每节重154kg；施工电梯总自重G＝吊笼重+外笼重+导轨架自重+载重量＝2×2200+1480+54×154+2×2000＝18196kg；施工电梯基础承受的静荷载P的近似计算：(有关参数见SCD200/200型升降机产品说明书）考虑动载、自重误差及风荷载对基础的影响，取安全系数n＝2P＝G×2＝18196×2×9。

8＝356642≈356KN。

施工电梯基础尺寸为：5×6.0=30m2由以上计算可得，施工电梯基础所承受的荷载标准值为：11.87kN/ m2，由于本工程地下室顶板施工电梯基础区域有沉降后浇带，所以在计算过程中地下室顶板承载力取：0 kN/ m2，故需对升降机基础部位的地下室顶板进行加固，具体采用φ48-3。

人防车库顶板承载力计算人防车库的顶板承载力计算是非常重要的，因为它直接关系到车库的使用安全以及车库的设计和建造。

以下是对人防车库顶板承载力计算的详细介绍。

1.背景介绍人防车库作为一种功能性建筑，主要用于存储和保护车辆。

它的顶板是承受车辆和人员负荷的主要结构部分，因此其承载能力的计算至关重要。

通常情况下，人防车库的顶板采用混凝土结构，根据国家相关标准对其进行设计和建造。

2.顶板承载力计算的基本原理人防车库的顶板承载能力计算是基于结构力学原理进行的。

在设计过程中，需要确定承载力计算的各种参数，包括荷载系数、材料性质、支座条件、结构形式等。

2.1荷载系数人防车库的顶板需要承受各种荷载，如雨水荷载、雪荷载、车辆荷载等。

这些荷载需要根据实际情况确定其数值，通常由相关标准提供。

2.2材料性质人防车库的顶板一般采用混凝土材料，其强度和性质需要在设计过程中考虑。

混凝土的强度是决定承载能力的重要因素之一2.3支座条件人防车库的顶板需要有合适的支座条件，以保证其力学性能和承载能力。

一般情况下，人防车库的顶板支座在外墙上设置，支座条件是依据设计规范来确定的。

2.4结构形式人防车库的顶板的结构形式多种多样，包括平板、梁板、板梁等。

结构形式直接影响到顶板的承载能力。

3.顶板承载力计算的步骤3.1确定荷载系数根据实际情况确定人防车库顶板所承受的荷载系数，包括雨水荷载、雪荷载、车辆荷载等。

荷载系数可以参考相关设计规范。

3.2确定材料性质3.3确定支座条件3.4确定结构形式根据实际情况选择适当的结构形式，例如平板、梁板、板梁等。

根据以上参数和基本原理，进行人防车库顶板的承载力计算。

具体计算步骤包括确定荷载大小、计算材料的强度、计算支座条件下的承载能力等。

4.参考设计规范在进行人防车库顶板承载力计算的过程中，需要参考相关的设计规范。

不同地区的设计规范可能存在差异，因此需要根据实际情况选择适用的规范进行计算。

2#楼电梯井顶板（钢管支撑）模板支撑计算书1.计算参数结构板厚120mm，电梯井井道宽度2.60ｍ，高度7.45 m，结构表面考虑隐蔽；模板材料为：夹板底模厚度18mm；板材弹性模量E=6000N/mm2,枋材弹性模量E=9000N/mm2,抗弯强度f m=13.00N/mm2,顺纹抗剪强度f v=1.40N/mm2 ；支撑离墙尺寸0.20ｍ,采用Φ48×3.0mm钢管：横向间距1100mm,纵向间距900mm,支撑立杆的步距h=1.80m；钢管直径48mm,壁厚3.0mm,截面积4.24cm2,回转半径i=1.59cm；钢材弹性模量E=206000N/mm2，抗弯强度f=205.00N/mm2,抗剪强度f v=120.00N/mm2。

2.楼板底模验算（1）底模及支架荷载计算荷载类型标准值单位计算宽度(m) 板厚(m) 系数设计值①底模自重 0.30 kN/m2× 1.0 × 1.2 = 0.36 kN/m②砼自重 24.00 kN/m3× 1.0 × 0.12 × 1.2 = 3.46 kN/m③钢筋荷载 1.10 kN/m3× 1.0 × 0.12 × 1.2 = 0.16 kN/m④施工人员及施工设备荷载 2.50 kN/m2× 1.0 × 1.4 = 3.50 kN/m底模和支架承载力计算组合①＋②＋③＋④ q1 = 7.47 kN/m底模和龙骨挠度验算计算组合(①＋②＋③) q2 = 3.97 kN/m（2）楼板底模板验算第一层龙骨(次楞)间距L=350mm，计算跨数5跨。

底模厚度18mm,板模宽度=1000mmW=bh2 /6=1000×182/6=54000mm3，I=bh3/12=1000×183/12=486000mm4。

1）内力及挠度计算a.①＋②＋③＋④荷载支座弯矩系数K M=-0.105，M1=K M q1L2 =-0.105×7.47×3502=-96083N.mm剪力系数K V=0.606，V1=K V q1L=0.606×7.47×350=1584Nb.①＋②＋③荷载支座弯矩系数K M=-0.105，M2=K M q2L2 =-0.105×3.97×3502=-51064N.mm跨中弯矩系数K M=0.078，M3=K M q2L2 =0.078×3.97×3502=37933N.mm剪力系数K V=0.606，V2=K V q2L=0.606×3.97×350=842N挠度系数Kυ=0.644，υ2=Kυq2L4/(100EI)=0.644×(3.97/1.2)×3504/(100×6000×486000)=0.11mmC施工人员及施工设备荷载按2.50kN（按作用在边跨跨中计算）计算荷载P=1.4×2.50=3.50kN ,计算简图如下图所示。

一、工程概况滁州七彩世界欢乐城项目位于滁州市会丰路与全椒路交叉口，设计为大型商业综合体。

现场施工区域位置狭小，为典型的无场地施工。

由于本工程施工场地狭窄，施工现场不能满足现场材料的转运和堆放，影响各个施工环节施工需要，故地下室顶板需加以利用，部分临时行车道路、钢筋原材堆场及电梯基础均要设置在或通过地下室顶板。

经分析部分顶板承载力不满足要求，为此对地下室顶板进行加固处理。

二、地下室顶板加固范围单车总荷载按400KN计算，因地下室顶板进行回填1m厚土方，按照土体大放脚受力情况，顶板受力面积为（车辆轴距×4m）27㎡。

消防车道设计荷载为20KN/㎡，故顶板可承受车辆运输荷载540KN（即54T），考虑车辆行驶中急停等动荷载因素，上顶板车控制在45T以下。

7#楼南侧道路在回填土后不需进行支撑加固。

受力示意图6#、7#楼之间钢筋料场设计荷载为20KN/㎡，考虑顶板在回填土之后的受力情况，钢筋料场面积约140㎡，按土体大放脚受力，实际受力顶板面积约160㎡，故顶板可承受荷载为3200KN。

故此钢筋料场理论值可堆放320T钢筋，因6#楼每层钢筋用量约55T，7#楼每层钢筋用量27T，每次进场可用两层钢筋即170T。

材料堆放荷载小于顶板设计承受荷载，故可不用支撑。

商业中心1#、2#、3#钢筋原材料场，考虑室外设计荷载为5KN/㎡，材料堆放20KN/㎡，需进行支撑，计算支撑荷载为15KN/㎡依据计算结论，现场严格按照此荷载堆放，钢筋场地10×13米，可堆放钢材260吨；施工电梯安装在顶板上，需进行支撑,6#、7#楼设计使用SCD200型施工电梯。

基础面积×。

支撑面积5m×8m。

地下室支撑范围为：钢筋堆场、施工电梯等，加固部位详附图施工布置图。

为保证加固区域地下室顶板安全，地下室顶板钢筋原材堆场四周加宽1000m 范围加固。

施工电梯加固范围：施工电梯基础四周加宽1000mm范围内加固。

一、 9层顶板以上挑间支撑验算：1、验算压杆稳定（1）计算BC杆轴力F N新浇混凝土自重F砼=2400×10×（0.12×3.38×0.5）=4.867KNF钢筋=3.38×0.5×0.173+1×0.253=0.545KNF模板=0.139×2.88×0.5=0.20KNF钢管支架=5×6.80.0384（立杆）+5×7×0.5×0.0384（横杆）+5×7×0.015（扣件）=2.503KNF脚手板0.35×0.5×3.38=0.592KNql=F砼+F钢筋+F模板+F钢筋支架+F脚手板=8.707KNF梁自重=0.25×0.5×1×2400=3KNF G2=5×25.777×10=1.289KNF G1=（2.88+0.86）×25.777×10=0.964KNF 网片架=（6.8+0.86）×0.0384（立杆）+0.5×2×7×0.884（横杆）+2×√2×1.2× ×0.038(斜撑)+10×0.015×2（扣件）+8.3×2×0.003（穿目网）=1.154KN∑M A =0得F N COS45°×2.88=8.707×1.44＋3×2.755+1.289×1.112+0.964×1.87+1.154×4.241 =28.933F N = =14.210KN （2）求і查表得20#槽钢і=76.4mm（3）求λ（取u=0.5）λ== =32.72查表得φ=0.947（4）稳定校核= ==4.570MPa ＜170 MPa （安全）压杆稳定2、验算强度8.3528.933COS45°×2.88u l і 0.15×500 76.4 F N φA14.210×103 0.947×32.837×102 14.210×103 31.096×102Mmax=8.707×2.88÷2+0.964×1.87+3×2.755=22.605KN ·m 查表W Z =191×103 mm 3则бmax= =118 MPa ＜215 MPa （安全） 3、地锚计算（1）地锚1计算F NX=F N ·COS45°=10.046KN地锚面积A= =981.74mm 2 б= = =10.233 MPa ＜215 MPa （安全） （2）地锚2计算（抗剪切）F NX =10.046KN地锚面积A=12.748×102 mm 2τ= = =7.880 MPa ＜[τ]=140 MPa （安全） 二、 14层以上圆弧挑板支撑计算 22.605×106191×103ΠD 22 F NX A10.046×103 981.74 F NX A 10.046×10312.748×1021、验算压杆稳定（1）计算轴力F N：F砼=2400×10×（3.8×0.5×0.12）=5.472KNF模板=0.139×3.8×0.5=0.264KNF钢筋=3.8×0.5×0.173+0.5×0.253=0.455KNF支架=5×6.8×0.0384（立杆）+5×7×0.0384（横杆）+5×7×0.015（扣件）=2.503KNF脚手板=0.35×0.5×（3.8+0.5）=0.753KNql=5.472+0.264+0.455+2.503+0.753=9.447KNF梁自重=0.25×0.65×0.5×24000=1.95KNF G1=1.134KNF G2=1.469KNF 网片架=1.423KN∑M A =0得F N COS39°×3.8=9.447×3.8×1.9+1.95×3.675+1.423×4.3+1.134×2.2+1.469×1.585=86.316KN ·mFN= =29.230KN（2）求і查表得і=76.4mm （3）求λ（取u=0.5）λ= = =37.23查表得φ=0.934（4） 验算= =9.53MPa ＜170 MPa （安全）2、强度验算86.316 COS39°×3.8u Lі 0.5×5690 76.4 F NφA 29.230×103 0.934×32.837×102Mmax=9.447×1.9+1.134×2.2+1.95×3.675=27.610KN ·m 查表W Z =191×103 mm 3则 = =144.5MPa ＜215 MPa （安全） 3、地锚验算（1）地锚1计算F NX =F N·COS39°=29.23×COS39°=22.716KNA= 2× =981.74mm 2 б= =23.14 MPa ＜215 Mpa （安全） （2）地锚2计算（抗剪切）τ= = =17.82 MPa ＜[τ]=140 MPa （安全）27.610×106191×103 ΠD 2222.716×103 981.74M MAX W Z F NX A 22.716×103 12.748×102。

10.1、250mm厚地下室顶板（扣件式）计算书（支撑高度：5.57m）计算依据：1、《建筑施工脚手架安全技术统一标准》GB51210-20162、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－20113、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20084、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20105、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20126、《钢结构设计标准》GB 50017-2017一、工程属性二、荷载设计三、模板体系设计小梁间距l(mm) 300 小梁最大悬挑长度l1(mm) 200主梁最大悬挑长度l2(mm) 200 结构表面的要求结构表面隐蔽设计简图如下：模板设计平面图模板设计剖面图(模板支架纵向)模板设计剖面图(模板支架横向)四、面板验算面板类型覆面木胶合板面板厚度t(mm) 15面板抗弯强度设计值[f](N/mm2) 15 面板抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.4面板弹性模量E(N/mm2) 10000 面板计算方式简支梁楼板面板应搁置在梁侧模板上，本例以简支梁，取1m单位宽度计算。

W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm4 承载能力极限状态q1＝1.1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k ,1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.25)+1.4×2.5，1.35×(0.1 +(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×2.5] ×1=12.265kN/m正常使用极限状态q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.25))×1＝6.375kN/m计算简图如下：1、强度验算M max＝q1l2/8＝12.265×0.32/8＝0.138kN·mσ＝M max/W＝0.138×106/37500＝3.679N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝5ql4/(384EI)=5×6.375×3004/(384×10000×281250)=0.239mmν＝0.239mm≤[ν]＝L/250＝300/250＝1.2mm满足要求！五、小梁验算小梁类型方木小梁截面类型(mm) 50×80小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 15.444 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.782小梁截面抵抗矩W(cm3) 53.333 小梁弹性模量E(N/mm2) 9350小梁截面惯性矩I(cm4) 213.333 小梁计算方式二等跨连续梁q1＝1.1×max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.25)+1.4×2.5，1.35×(0.3 +(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×2.5]×0.3=3.759kN/m因此，q1静＝1.1×1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=1.1×1.2×(0.3+(24+1.1)×0.25)×0.3=2.604kN/mq1活＝1.1×1.4×Q1k×b=1.1×1.4×2.5×0.3＝1.155kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×2.604×0.82+0.125×1.155×0.82＝0.301kN·m M2＝q1L12/2=3.759×0.22/2＝0.075kN·mM max＝max[M1，M2]＝max[0.301，0.075]＝0.301kN·mσ=M max/W=0.301×106/53333=5.638N/mm2≤[f]=15.444N/mm2满足要求！2、抗剪验算V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×2.604×0.8+0.625×1.155×0.8＝1.879kNV2＝q1L1＝3.759×0.2＝0.752kNV max＝max[V1，V2]＝max[1.879，0.752]＝1.879kNτmax=3V max/(2bh0)=3×1.879×1000/(2×50×80)＝0.705N/mm2≤[τ]=1.782N/mm2满足要求！3、挠度验算q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.25))×0.3＝1.973kN/m挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×1.973×8004/(100×9350×213.333×104)＝0.211 mm≤[ν]＝L/250＝800/250＝3.2mm；悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=1.973×2004/(8×9350×213.333×104)＝0.02mm≤[ν]＝2×l1/250＝2×200/250＝1.6mm满足要求！六、主梁验算1、小梁最大支座反力计算q1＝1.1×max[1.2(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7×Q1k]×b=1.1×max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.25)+1.4×2.5，1.35×(0.5 +(24+1.1)×0.25)+1.4×0.7×2.5]×0.3＝3.838kN/mq1静＝1.1×1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b＝1.1×1.2×(0.5+(24+1.1)×0.25)×0.3＝2.683kN/m q1活＝1.1×1.4×Q1k×b＝1.1×1.4×2.5×0.3＝1.155kN/mq2＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.25))×0.3＝2.033kN/m 承载能力极限状态按二等跨连续梁，R max＝1.25q1L＝1.25×3.838×0.8＝3.838kN按二等跨连续梁按悬臂梁，R1＝(0.375q1静+0.437q1活)L+q1l1＝(0.375×2.683+0.437×1.155)×0.8+3.838×0.2＝1.976kNR＝max[R max，R1]＝3.838kN;正常使用极限状态按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×2.033×0.8＝2.033kN按二等跨连续梁悬臂梁，R'1＝0.375q2L+q2l1＝0.375×2.033×0.8+2.033×0.2＝1.016kNR'＝max[R'max，R'1]＝2.033kN;计算简图如下：主梁计算简图一主梁计算简图二2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m)主梁弯矩图二(kN·m)σ=M max/W=0.847×106/4250=199.306N/mm2≤[f]=205N/mm2 满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)主梁剪力图二(kN)τmax=2V max/A=2×5.856×1000/398＝29.429N/mm2≤[τ]=125N/mm2 满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)主梁变形图二(mm)跨中νmax=0.814mm≤[ν]=800/250=3.2mm悬挑段νmax＝0.701mm≤[ν]=2×200/250=1.6mm满足要求！5、支座反力计算承载能力极限状态图一支座反力依次为R1=9.496kN，R2=11.233kN，R3=6.137kN图二支座反力依次为R1=7.695kN，R2=11.477kN，R3=7.695kN七、扣件抗滑移验算荷载传递至立杆方式双扣件扣件抗滑移折减系数k c 1 按上节计算可知，扣件受力N＝11.477kN≤R c=k c×12=1×12=12kN满足要求！八、立杆验算剪刀撑设置普通型立杆顶部步距h d(mm) 1200立杆伸出顶层水平杆中心线至支撑点200 顶部立杆计算长度系数μ1 1.386 的长度a(mm)非顶部立杆计算长度系数μ2 1.755 立杆钢管截面类型(mm) Φ48×2.81、长细比验算顶部立杆段：l01=kμ1(h d+2a)=1×1.386×(1200+2×200)=2218mm非顶部立杆段：l0=kμ2h =1×1.755×1500=2632mmλ=max[l01，l0]/i=2632/16=164.5≤[λ]=210满足要求！2、立杆稳定性验算λ=l0/i=3040.537/16=190.062查表得，φ1=0.199不考虑风荷载:N d=Max[R1,R2,R3]+1.1×γG×q×H=Max[9.496,11.477,7.695]+1.1×1.35×0.15×5.57=12.71 7kNf d=N d/(φ1A)＝12.717×103/(0.199×398)=160.564N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工脚手架安全技术统一标准》GB51210-2016 第8.3.2条:支撑脚手架独立架体高宽比不应大于3.0H/B=5.57/53=0.105≤3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！。