混凝土楼板计算书
结构梁板荷载计算书
3×4.6=13.8KN/m
取值14KN/m
4.3电梯机房（混凝土墙）（高1.1m）
1.1×（25×0.2+0.04×20）=6.38KN/m
取值7KN/m
取值7KN/m
2、外墙（200厚），使用加气砼砌块，容重7.0KN/m3
内墙找平粉刷 0.02×20=0.4KN/m2
加气砼砌块0.2×7=1.4KN/m2
20厚水泥砂浆 0.02×20=0.4KN/m2
30厚挤塑聚苯板 0.1KN/m2
12厚1:3:1中砂水泥抗裂砂浆 0.012×20=0.24KN/m2
8厚1:3聚合物防水砂浆 0.008×20=0.16KN/m2
真石漆 0.04KN/m2
恒载合计2.74KN/m2
2.1、标准层框架梁上墙线荷载（层高3.6m，梁高0.65m）
2.95×2.74=8.08KN/m
取值8.5KN/m
2.2、四层梁上墙线荷载（层高3.4m，梁高0.65m，上翻0.15）
反光涂料0.04KN/m2
50厚C20细石混凝土及涂料 1.25KN/m2
20厚抗裂防渗砂浆 0.4KN/m2
70厚挤塑聚苯板 0.3KN/m2
10厚低标号砂浆隔离层0.20厚1:3水泥砂浆找平层 0.4KN/m2
找坡层 0.7 KN/m2
砼结构板25×0.14=3.5KN/m2
4.74×2.05=9.717KN/m
取值10KN/m
4、电梯机房200厚，使用机制普通实心砖，容重不大于19KN/m3
实心砖0.2×19=3.8KN/m2
两层粉刷 0.04×20=0.8KN/m2
恒载合计4.6KN/m2
荷载计算书
一、荷载计算一、楼面及屋面永久荷载标准值：1、预制板楼面：楼面面层0.65KN/ m2预空板及灌缝 1.99KN/ m230厚板底抹灰17×0.03=0.51KN/ m2∑G=3.15KN/ m2取3.20KN/ m22、现浇板楼面：楼面面层0.65KN/ m2120厚现浇板 3.00KN/ m220厚板底抹灰17×0.02=0.34KN/ m2∑G=3.99KN/ m2取4.00KN/ m23、卫生间：楼面面层0.65KN/ m2 240厚水泥炉渣垫层0.24×13 =3.12KN/ m2 20厚水泥沙浆保护层0.02× 20=0.4 KN/ m21.5厚聚氨酯涂层防水层15厚水泥沙浆找平层0.015×20 =0.3KN/ m2 80厚现浇板25×0.08=2.00 KN/ m2 20厚板底抹灰17×0.02=0.34KN/ m2∑G=6.81 KN/ m2取7.00KN/ m24、屋面：40mm厚C30细石砼防水层25×0.04=1.00KN/ m23mm厚SBS防水层0.30KN/ m220mm厚水泥砂浆找平层20×0.02=0.40KN/ m2膨胀珍珠岩找坡层最薄处50mm 10×0.10=1.00KN/ m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.00KN/ m220mm厚板底抹灰17×0.02=0.34KN/ m2∑G=6.0KN/ m25、砖墙永久荷载标准值：双面粉刷240墙双面粉刷17×0.02×2=0.68 KN/m2240mm厚烧结多孔砖墙19×0.24=4.56 KN/ m2∑G=5.24 KN/ m2二、屋面、楼面均布活荷载标准值建筑结构荷载规范GB50009—20011、客厅 2.00 KN/ m22、门面 3.50 KN/ m23、餐厅 2.00 KN/ m24、卧室 2.00 KN/ m25、楼梯间 3.50 KN/ m26、阳台 2.50 KN/ m27、卫生间 2.00 KN/ m28、厨房 2.00 KN/ m29、上人屋面 2.00 KN/ m210、不上人屋面0.70 KN/ m211、基本风压0.35 KN/ m212、基本雪压0.45 KN/ m2一 .荷载汇集:〈恒荷载〉1楼面荷载:1卧室、书房:2 木地板 0.2KN/M2 木格栅 0.2KN/M2 水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.6KN/M楼板自重:2板厚100mm 0.1025=2.5 KN/M2板厚110mm 0.1125=2.75 KN/M2 板厚120mm 0.1225=3.0 KN/M2 板厚160mm 0.1625=4.0 KN/M2 板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M合计:22板厚100mm 3.90KN/M 取 4.0KN/M22板厚110mm 4 .15KN/M 取 4.2KN/M22板厚120mm 4.40 KN/M 取 4.4KN/M22板厚160mm 5.40 KN/M 取 5.5KN/M2客厅、餐厅2 大理石面层20mm 0.0228;0.56KN/M2 水泥砂浆结合层20mm 0.0220;0.40KN/M2 水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.60KN/M楼板自重:2板厚100mm 0.1025=2.5 KN/M2板厚120mm 0.1225=3.0 KN/M2板厚130mm 0.1325=3.25 KN/M2 板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M合计:22板厚100mm 4.46KN/M 取 4.5KN/M22板厚110mm 4.71KN/M 取 4.8KN/M22板厚120mm 4.96KN/M 取 5.0KN/M1 - -22板厚130mm 5.21KN/M 取 5.3KN/M3卫生间、厨房、阳台:2 面砖 0.55KN/M2 水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.6KN/M楼板自重: 2板厚90mm 0.0925=2.25 KN/M2板厚100mm 0.125=2.5 KN/M2板厚120mm 0.1225=3.0 KN/M2 板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M合计:22板厚90mm 3.8KN/M 取 3.9KN/M22板厚100mm 4.05KN/M 取 4.1KN/M22板厚120mm 4.55KN/M 取 4.6KN/M4电梯厅、入户花园、楼梯平台:2地面按铺20mm厚石材考虑: 0.0228=0.56 KN/M2水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.60KN/M楼板自重:2板厚100mm 0.125=2.50 KN/M2板厚110mm 0.1125=2.75 KN/M2 板下抹灰20mm: 0.220=0.4KN/M合计:22板厚100mm 4.06KN/M 取 4.1KN/M22板厚110mm 4.31KN/M 取 4.4KN/M22板厚120mm 4.56KN/M 取 4.6KN/M5地下室顶板无覆土时:2地面按铺20mm厚石材考虑: 0.0228=0.56 KN/M 2水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.60KN/M2楼板自重160mm: 0.1625=4.0 KN/M2板下设备: 1.0 KN/M2 吊棚或抹灰: 0.0220=0. 40KN/M22合计: 6.56 KN/M 取 6.7KN/M2 - -6地下室顶板人防:2地面按铺20mm厚石材考虑: 0.0228=0.56 KN/M 2水泥砂浆找平层30mm: 0.0320=0.60KN/M2楼板自重250mm: 0.2525=6.25 KN/M2板下设备: 1.0 KN/M2吊棚或抹灰: 0.0220=0. 40 KN/M22合计: 8.81 KN/M 取 9.0 KN/M2屋面荷载:1上人屋面:2面砖: 0.55 KN/M240mm细石砼: 0.0425=1.0 KN/M2防水层: 0.10KN/M2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0. 40KN/M2挤塑板30mm 0.05 KN/M2焦渣砼找坡层2%;最薄处30mm: 4.32%+0.0317=1.97 KN/M 2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0.4KN/M2楼板120mm厚: 0.1225=3.0 KN/M2板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M22合计: 7.87 KN/M 取 8.0 KN/M2不上人屋面:2防水层和细砂保护层: 0.30KN/M2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0. 40KN/M2焦渣砼找坡层2%;最薄处30mm: 6.02%+0.0317=2.55 KN/M 2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0.4KN/M2楼板120mm厚: 0.1225=3.0 KN/M2板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M22合计: 7.05KN/M 取 7.2KN/M3露台:2面砖: 0.55 KN/M240mm细石砼: 0.0425=1.0 KN/M2防水层: 0.10KN/M2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0. 40KN/M3 - -2挤塑板30mm 0.05 KN/M2焦渣砼找坡层2%;最薄处30mm: 3.32%+0.0317=1.63 KN/M 2水泥砂浆找平层20mm: 0.0220=0.4KN/M2楼板120mm厚: 0.1225=3.0 KN/M2板下抹灰20mm: 0.0220=0.4KN/M22合计: 7.53 KN/M 取 7.7 KN/M〈活荷载〉2z 阳台: 2.5 KN/M2其它房间: 2.0 KN/M2梁上线荷载内外墙均按砂加气容重考虑:2250墙:7.01.30.25+0.8=3.1 KN/M;2200墙:7.01.30.2+0.8=2.62 KN/M;2100墙:7.01.30.1+0.8=1.8 KN/M;2120墙:7.01.30.12+0.8=1.9 KN/M;1层高2.9m250普通墙: q=3.13.0-0.4=8.06 KN/M; 取8.1 KN/M 250卫生间墙双面瓷砖:q=3.1+1.03.0-0.4=10.66 KN/M; 取10.7 KN/M 250卫生间墙单面瓷砖:q=3.1+0.53.0-0.4=9.36 KN/M; 取9.4 KN/M120普通墙: q=1.93.0-0.3=5.13 KN/M; 取5.2 KN/M120卫生间墙双面瓷砖: q=1.9+1.03.0-0.3=7.83 KN/M; 取7.9KN/M120卫生间墙单面瓷砖: q=1.9+0.53.0-0.3=6.48 KN/M; 取6.5KN/M200普通墙墙: q=2.623.0-0.4=6.82 KN/M; 取6.9 KN/M 200卫生间墙双面瓷砖: q=2.62+1.03.0-0.4=9.42 KN/M; 取9.5 KN/M 200卫生间墙单面瓷砖:q=2.62+0.53.0-0.4=8.11 KN/M; 取8.2 KN/M100普通墙墙: q=1.83.0-0.3=4.86 KN/M; 取4.9 KN/M 100卫生间墙双面瓷砖:q=1.8+1.03.0-0.3=7.56 KN/M; 取7.6 KN/M 100卫生间墙单面瓷砖:q=1.8+0.53.0-0.3=6.21 KN/M; 取6.3 KN/M250普通墙有窗:8.10.8=6.48 KN/M; 取7.0 KN/M计算如计平面的架;剪力计计的计荷计及合力作用位置..框构计18房屋计高米～地计准计计计区～计向计计中箭计所示580.64KN/m2方向.某建筑物顶层的一根梁;梁长A米;荷载水平投影面积为B平方米;梁标高C米..荷载有自重、屋面活荷载;风荷载;雪荷载、屋面积灰荷载等;求该梁承载力极限状态下的荷载设计值、正常使用极限状态下的荷载设计值..现按学号往下排..梁上荷载主要是梁自重、梁上墙体重和板传来的荷载..计算梁自重时;梁高为500mm..同时梁侧抹灰也相应改变.. 梁自重标准值为:0.25×0.5×25+0.02×20×0.25+0.5×2=3.625 kNm2、梁上墙体重量框架结构在PMCAD输模型时也要计算梁上墙体重量;作为梁间荷载输入..有些设计资料上给出了双面粉刷的墙体重量..比如200厚加气混凝土墙体加双面粉刷的重量是32.08;这是按20厚混合砂浆粉面计算的..加气混凝土的容重为7.0~7.5;kNmkNm则0.2×7.0+0.02×2×17=2.08 .. kNm若是内墙;直接采用此值即可..若是外墙;就要根据外墙装饰情况调整墙体..比如;200厚加气混凝土外墙;室内装饰为20厚混合砂浆打底;涂料抹面;外墙为面砖;则墙体重量为0.2×7.0+0.02×17+0.7=2.44..若外墙为大理石或外墙设有保温等;墙体kNm重量与所给双面粉刷重量相差更大;故必须根据实际情况计算..当墙上有门窗洞口时;可分别计算墙体重量和门窗重量;然后;简化为作用在梁上的均布荷载..比如;开间3.6m;层高3.0m;梁高500mm;窗户尺寸为1800mm×2100mm 墙体为200厚加气混凝土墙;窗为铝合金窗;柱尺寸为500mm×500mm那么梁上墙体线荷载为3、板传到梁上的荷载B-1是单向板;L-1所承受的荷载如图阴影所示;假定两块单向板上设计面荷载为示;梁AD和BC上线荷载为梯形;梁AB和DC上的线荷载为三角形..a b图中 qkNm;;;3.621527/对两端简支的三角形荷载单跨梁;其支座反力为有些设计人员会将三角形荷载或梯形荷载按合力相等的原则简化为均布荷载..则等效的若想简化;可按照跨中最大弯矩相等的原则进行等效..l设AB跨为;则当为三角形荷载时;跨中弯矩为22qlql2qeq;;令的 e38125当梁两端为固定端时;同样按照跨中弯矩相等的原则;可推导出等效均布荷载 ;e8 a;;图中 l;;MMMa 的活荷载布置 1max3max5max的活荷载布置 MbBmax的活荷载布置 ;MMc2max4max对于次梁;主梁对次梁的作用简化为简支;忽略了主梁对次梁的弹性约束作用;也即忽略了支座抗扭刚度对梁内力的影响;为了考虑主梁对次梁的弹性约束作用;可用调整荷载的方法解决;减小活荷载;加大恒荷载;即以折算荷载代替实际荷载..p次梁折算荷载: 折算恒荷载:g’=g+ 43折算活荷载:p’=p 4式中:g ; p为实际的恒荷载;活荷载g’ ; p’ 为折算的恒荷载;活荷载。
400厚混凝土楼板模板支撑计算书
15.0N/mm ，面板的弹性模量 6000N/mm ；木方抗剪强度设计值 1.30N/mm ；木方抗弯特性 22 强度设计值 13.0N/mm ；木方的弹性模量 9500N/mm 序号计算要点详细计算过程 1.抗弯计算强度 62 f=M/W= 0.11 × 10/ 37800.0= 2.911N/mm 面板的抗弯强度验算 f < [f] 模板面板 计算 2.抗剪强度计算 2T=3× 2.20/(2 × 700.0 × 18.0)= 0.262N/mm 截面抗剪强度设计值 [T]=
3/ 6
60.0 × 80.0)= 0.764N/mm 截面抗剪强度设计值 [T]= 1.30N/mm 3.挠度验算 4v= 0.677 × 3.10 × 700.0/ (100 × 9500.00 × 25600.0)= 0.207mm 木方的最大挠度小于 1.抗弯计算强度 横向支撑 62 f=M/W= 0.747 × 10/ 4729.0= 157.877N/mm
2/ 6
1.40N/mm 3.挠度验算 4v= 0.68 × 6.5300.0/(100 × 6000.00 × 340200.0)= 0.175mm 面板的最大挠度小于 计算 过程 及结论支撑木方 的计算 1.木方抗弯计算强度 62 f=M/W= 0.29 × 10/ 64000.0= 4.458N/mm2 木方的抗弯计算强度小于 13.00N/mm 2 抗剪强度计算 2T=3× 2445.41/(2 ×
5/ 6
2σ=9056/( 0.386 × 450)= 52.065N/mm<[f] 考虑风荷载作用： 2σ=8853/( 0.386 × <满[f] 足要求 !满足要求 !立杆稳定 性计算 施工 单位 计算 人审核人
YX76-305-915压型钢板混凝土楼承组合板计算书
压型钢板混凝土楼承组合板计算书工程资料：该工程楼层平台采用压型钢板组合楼板，计算跨度m l 4=，剖面构造如图1所示。
压型钢板的型号为YX76-305-915，钢号Q345，板厚度mm t 5.1=，每米宽度的截面面积m mm A S /20492=（重量0.152/m kN ），截面惯性矩m mm I S /1045.20044×=。
顺肋两跨连续板，压型钢板上浇筑mm 89厚C35混凝土。
图1组合楼板剖面1施工阶段压型钢板混凝土组合板计算1.1荷载计算取m b 0.1=作为计算单元（1）施工荷载施工荷载标准值m kN p k /0.10.10.1=×=施工荷载设计值m kN p /4.10.14.1=×=（2）混凝土和压型钢板自重混凝土取平均厚度为mm 127混凝土和压型钢板自重标准值mkN m m kN m kN m k /325.30.1)/15.0/25127.0(g 23=×+×=混凝土和压型钢板自重设计值mkN m kN g /0.4/325.32.1=×=（3）施工阶段总荷载mkN m kN m kN g p q kk k /325.4/325.3/0.1=+=+=1.2内力计算跨中最大正弯矩为mkN mkN l g p M ⋅=⋅×+×=+=+05.60.4)0.44.1(07.0)(07.022max 支座处最大负弯矩为m kN mkN l g p M ⋅=⋅×+×=+=−8.100.4)0.44.1(125.0)(125.022max 故mkN M M ⋅==−8.10max max 支座处最大剪力kNkNl g p V 5.130.4)0.44.1(625.0)(625.0max =×+×=+=1.3压型钢板承载力计算压型钢板受压翼缘的计算宽度etbmm mm mm t b et 105755.15050≤=×=×=，按有效截面计算几何特征。
模板工程计算书
板模板（盘扣式）计算书计算依据：1、《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-20102、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20083、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性二、荷载设计三、模板体系设计设计简图如下：模板设计平面图纵向剖面图横向剖面图四、面板验算面板类型覆面木胶合板面板厚度t(mm) 12面板抗弯强度设计值[f](N/mm2) 16.83 面板抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.4面板弹性模量E(N/mm2) 9350 面板计算方式三等跨连续梁按三等跨连续梁，取1m单位宽度计算。
W＝bh2/6=1000×12×12/6＝24000mm3，I＝bh3/12=1000×12×12×12/12＝144000m m4承载能力极限状态q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×1=8.838kN/mq1静=[γG(G1k +(G2k+G3k)h)b] = [1.2×(0.1+(24+1.1)×0.15)×1]=4.638kN/mq1活=(γQ×Q1k)×b=(1.4×3)×1=4.2kN/m正常使用极限状态q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.1+(24+1.1)×0.15)+1×3)×1＝6.865kN/m计算简图如下：1、强度验算M max＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×4.638×0.32+0.117×4.2×0.32＝0.086kN·mσ＝M max/W＝0.086×106/24000＝3.582N/mm2≤[f]＝16.83N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×6.865×3004/(100×9350×144000)=0.28mmνmax=0.28mm≤min{300/150，10}=2mm满足要求！五、小梁验算小梁类型矩形木楞小梁截面类型(mm) 40×80小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 12.87 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.39小梁截面抵抗矩W(cm3) 42.67 小梁弹性模量E(N/mm2) 8415小梁截面惯性矩I(cm4) 170.67 小梁计算方式二等跨连续梁q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×0.3＝2.723kN/m 因此，q1静＝1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=1.2×(0.3+(24+1.1)×0.15)×0.3＝1.463kN/mq1活＝1.4×Q1k×b=1.4×3×0.3＝1.26kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×1.463×1.22+0.125×1.26×1.22＝0.49kN·m M2＝q1L12/2=2.723×0.12/2＝0.014kN·mM max＝max[M1，M2]＝max[0.49，0.014]＝0.49kN·mσ=M max/W=0.49×106/42670=11.488N/mm2≤[f]=12.87N/mm2满足要求！2、抗剪验算V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×1.463×1.2+0.625×1.26×1.2＝2.043kNV2＝q1L1＝2.723×0.1＝0.272kNV max＝max[V1，V2]＝max[2.043，0.272]＝2.043kNτmax=3V max/(2bh0)=3×2.043×1000/(2×40×80)＝0.957N/mm2≤[τ]=1.39N/mm2 满足要求！3、挠度验算q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.15)+1×3)×0.3＝2.119kN/m挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×2.119×12004/(100×8415×170.67×104)＝1. 594mm≤[ν]＝min(L/150,10)＝min(1200/150,10)＝8mm;悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=2.119×1004/(8×8415×170.67×104)＝0.002mm≤[ν]＝min(2×l/150,10)＝min(2×100/150,10)＝1.333mm1满足要求！六、主梁验算1、小梁最大支座反力计算q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×0.3＝2.795kN/m q1静＝1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)×0.3＝1.535kN/m q1活＝1.4×Q1k×b ＝1.4×3×0.3＝1.26kN/mq2＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1×3)×0.3＝2.179kN/m 承载能力极限状态按二等跨连续梁，R max＝1.25q1L＝1.25×2.795×1.2＝4.193kN按悬臂梁，R1＝2.795×0.1＝0.28kNR＝max[R max，R1]＝4.193kN;正常使用极限状态按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×2.179×1.2＝3.269kN按悬臂梁，R'1＝q2l1=2.179×0.1＝0.218kNR＝max[R'max，R'1]＝3.269kN;计算简图如下：主梁计算简图一2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m)σ=M max/W=1.95×106/10330=188.746N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)τmax=V max/(8I zδ)[bh02-(b-δ)h2]=9.487×1000×[40×602-(40-8)×522]/(8×309900×8)＝27. 49N/mm2≤[τ]=125N/mm2满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)跨中νmax=1.911mm≤[ν]=min{1200/150，10}=8mm悬挑段νmax＝0.668mm≤[ν]=min(2×150/150,10)=2mm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=11.478kN，R2=17.873kN，R3=17.873kN，R4=11.478kN七、可调托座验算荷载传递至立柱方式可调托座可调托座承载力容许值[N](kN) 30 按上节计算可知，可调托座受力N＝17.873kN≤[N]＝30kN满足要求！八、立柱验算钢管截面类型(mm) Ф48×3.2钢管计算截面类型(mm) Ф48×3.2钢材等级Q235 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 支架自重标准值q(kN/m) 0.15支架立柱计算长度修正系数η 1.2 悬臂端计算长度折减系数k 0.71、长细比验算l01=hˊ+2ka=1000+2×0.7×450=1630mml0=ηh=1.2×1800=2160mmλ=max[l01，l0]/i=2160/15.9=135.849≤[λ]=150满足要求！2、立柱稳定性验算根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-2010公式5.3.1-2：小梁验算q1＝[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×0.9×3]×0.3 = 2.669kN/m同上四～六步计算过程，可得：R1＝10.961kN，R2＝17.067kN，R3＝17.067kN，R4＝10.961kN顶部立柱段：λ1=l01/i=1630.000/15.9=102.516查表得，φ＝0.573不考虑风荷载:N1=Max[R1，R2，R3，R4]=Max[10.961，17.067，17.067，10.961]=17.098kN f＝ N1/(ΦA)＝17098/(0.573×424)＝70.376N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！考虑风荷载:M w＝γQφcωk×l a×h2/10＝1.4×0.9×0.076×1.2×1.82/10＝0.037kN·mN1w=Max[R1,R2,R3,R4]+M w/l b=Max[10.961,17.067,17.067,10.961]+0.037/1.2=17.098kN f＝ N1w/(φA)+M w/W＝17098/(0.573×424)+0.037×106/4730＝78.198N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！非顶部立柱段：λ=l0/i=2160.000/15.9=135.849查表得，φ1=0.371不考虑风荷载:N=Max[R1,R2,R3,R4]+γG×q×H=Max[10.961,17.067,17.067,10.961]+1.2×0.15×4.5=17. 877kNf=N/(φ1A)＝17.877×103/(0.371×424)=113.646N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！考虑风荷载:M w＝γQφcωk×l a×h2/10＝1.4×0.9×0.076×1.2×1.82/10＝0.037kN·mN w=Max[R1,R2,R3,R4]+γG×q×H+M w/l b=Max[10.961,17.067,17.067,10.961]+1.2×0.15×4 .5+0.037/1.2=17.908kNf=N w/(φ1A)+M w/W＝17.908×103/(0.371×424)+0.037×106/4490=121.665N/mm2≤[σ] =205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ231-2010 第6.1.4: 对长条状的独立高支模架，架体总高度与架体的宽度之比不宜大于3 H/B=4.5/27=0.167≤3满足要求！十、抗倾覆验算混凝土浇筑前，倾覆力矩主要由风荷载产生，抗倾覆力矩主要由模板及支架自重产生M T=ψc×γQ(ωk L1Hh2+Q3k L1h1)=1×1.4×(0.076×45×4.5×3.9+0.55×45×3.9)=219.164kN ·mM R=γG(G1k+0.15H/(l a l b))L1B12/2=0.9×(0.5+0.15×4.5/(1.2×1.2))×45×272/2=14300.93k N·mM T=219.164kN·m≤M R=14300.93kN·m满足要求！混凝土浇筑时，倾覆力矩主要由泵送、倾倒混凝土等因素产生的水平荷载产生，抗倾覆力矩主要由钢筋、混凝土、模板及支架自重产生M T=ψc×γQ(Q2k L1H+Q3k L1h1)=1×1.4×(0.25×45×4.5+0.55×45×3.9)=206.01kN·mM R=γG[(G2k+G3k)×h0+(G1k+0.15H/(l a l b))]L1B12/2=0.9×[(24+1.1)×0.15+(0.5+0.15×4.5 /(1.2×1.2))]×45×272/2=69880.801kN·mM T=206.01kN·m≤M R=69880.801kN·m满足要求！梁模板（盘扣式，梁板立柱共用）计算书计算依据：1、《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-20102、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20103、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20124、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性二、荷载设计三、模板体系设计设计简图如下：平面图立面图四、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取单位宽度b=1000mm，按四等跨连续梁计算：W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250m m4q1＝[1.2(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.1+(24+1.5)×1.35)+1.4×3]×1＝45.6 3kN/mq1静＝1.2×[G1k+(G2k+G3k)×h]×b＝1.2×[0.1+(24+1.5)×1.35]×1＝41.43kN/mq1活＝1.4×Q1k×b＝1.4×3×1＝4.2kN/mq2＝[1×G1k+1×(G2k+G3k)×h+1×Q1k]×b＝[1×0.1+1×(24+1.5)×1.35+1×3]×1＝37.525k N/m计算简图如下：1、强度验算M max＝0.107q1静L2+0.121q1活L2＝0.107×41.43×0.152+0.121×4.2×0.152＝0.111kN·m σ＝M max/W＝0.111×106/37500＝2.965N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.632q2L4/(100EI)=0.632×37.525×1504/(100×10000×281250)＝0.043mm≤[ν]＝min[L/150，10]＝min[150/150，10]＝1mm满足要求！3、支座反力计算设计值(承载能力极限状态)R1=R5=0.393q1静L+0.446q1活L=0.393×41.43×0.15+0.446×4.2×0.15＝2.723kN R2=R4=1.143q1静L+1.223q1活L=1.143×41.43×0.15+1.223×4.2×0.15＝7.874kN R3=0.928q1静L+1.142q1活L=0.928×41.43×0.15+1.142×4.2×0.15＝6.487kN标准值(正常使用极限状态)R1'=R5'=0.393q2L=0.393×37.525×0.15＝2.212kNR2'=R4'=1.143q2L=1.143×37.525×0.15＝6.434kNR3'=0.928q2L=0.928×37.525×0.15＝5.223kN五、小梁验算承载能力极限状态：梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左＝R1/b=2.723/1＝2.723kN/m梁底面板传递给中间小梁最大线荷载：q1中＝Max[R2,R3,R4]/b =Max[7.874,6.487,7.874]/1= 7.874kN/m梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右＝R5/b=2.723/1＝2.723kN/m小梁自重：q2＝1.2×(0.3-0.1)×0.6/4 =0.036kN/m梁左侧模板传递给左边小梁荷载q3左＝1.2×0.5×(1.35-0.15)=0.72kN/m梁右侧模板传递给右边小梁荷载q3右＝1.2×0.5×(1.35-0.15)=0.72kN/m梁左侧楼板传递给左边小梁荷载q4左＝[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×(0.5-0.6/ 2)/2×1=0.932kN/m梁右侧楼板传递给右边小梁荷载q4右＝[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×((1-0.5)-0.6/2)/2×1=0.932kN/m左侧小梁荷载q左＝q1左+q2+q3左+q4左 =2.723+0.036+0.72+0.932=4.411kN/m 中间小梁荷载q中= q1中+ q2=7.874+0.036=7.91kN/m右侧小梁荷载q右＝q1右+q2+q3右+q4右 =2.723+0.036+0.72+0.932=4.411kN/m 小梁最大荷载q=Max[q左,q中,q右]=Max[4.411,7.91,4.411]=7.91kN/m正常使用极限状态：梁底面板传递给左边小梁线荷载：q1左'＝R1'/b=2.212/1＝2.212kN/m梁底面板传递给中间小梁最大线荷载：q1中'＝Max[R2',R3',R4']/b =Max[6.434,5.223,6.434]/1= 6.434kN/m梁底面板传递给右边小梁线荷载：q1右'＝R5'/b=2.212/1＝2.212kN/m小梁自重：q2'＝1×(0.3-0.1)×0.6/4 =0.03kN/m梁左侧模板传递给左边小梁荷载q3左'＝1×0.5×(1.35-0.15)=0.6kN/m梁右侧模板传递给右边小梁荷载q3右'＝1×0.5×(1.35-0.15)=0.6kN/m梁左侧楼板传递给左边小梁荷载q4左'＝[1×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1×3]×(0.5-0.6/2)/2×1=0.727kN/m梁右侧楼板传递给右边小梁荷载q4右'＝[1×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1×3]×((1-0.5)-0.6/ 2)/2×1=0.727kN/m左侧小梁荷载q左'＝q1左'+q2'+q3左'+q4左' =2.212+0.03+0.6+0.727=3.569kN/m 中间小梁荷载q中'= q1中'+ q2'=6.434+0.03=6.464kN/m右侧小梁荷载q右'＝q1右'+q2'+q3右'+q4右' =2.212+0.03+0.6+0.727=3.569kN/m 小梁最大荷载q'=Max[q左',q中',q右']=Max[3.569,6.464,3.569]=6.464kN/m为简化计算，按二等跨连续梁和悬臂梁分别计算，如下图：1、抗弯验算M max＝max[0.125ql12，0.5ql22]＝max[0.125×7.91×0.92，0.5×7.91×0.22]＝0.801kN·mσ=M max/W=0.801×106/64000=12.514N/mm2≤[f]=15.44N/mm2满足要求！2、抗剪验算V max＝max[0.625ql1，ql2]＝max[0.625×7.91×0.9，7.91×0.2]＝4.449kNτmax=3V max/(2bh0)=3×4.449×1000/(2×60×80)＝1.39N/mm2≤[τ]=1.78N/mm2满足要求！3、挠度验算ν1＝0.521q'l14/(100EI)＝0.521×6.464×9004/(100×9350×256×104)＝0.923mm≤[ν]＝min[l1/150，10]=min[900/150，10]＝6mmν2＝q'l24/(8EI)＝6.464×2004/(8×9350×256×104)＝0.054mm≤[ν]＝min[2l2/150，10]= min[400/150，10]＝2.667mm满足要求！4、支座反力计算承载能力极限状态R max=[1.25qL1,0.375qL1+qL2]=max[1.25×7.91×0.9,0.375×7.91×0.9+7.91×0.2]=8.899 kN同理可得：梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1=4.962kN,R2=8.899kN,R3=7.338kN,R4=8.899kN,R5=4.962kN正常使用极限状态R max'=[1.25q'L1,0.375q'L1+q'L2]=max[1.25×6.464×0.9,0.375×6.464×0.9+6.464×0.2]=7.272kN同理可得：梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1'=4.015kN,R2'=7.272kN,R3'=5.91kN,R4' =7.272kN,R5'=4.015kN六、主梁验算主梁类型钢管主梁截面类型(mm) Φ48×3.5主梁计算截面类型(mm) Ф48×3主梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205主梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 125 主梁截面抵抗矩W(cm3) 4.49主梁弹性模量E(N/mm2) 206000 主梁截面惯性矩I(cm4) 10.78可调托座内主梁根数 2 受力不均匀系数0.6主梁自重忽略不计，主梁2根合并，其受力不均匀系数=0.6,则单根主梁所受集中力为Ks×Rn，Rn为各小梁所受最大支座反力1、抗弯验算主梁弯矩图(kN·m)σ=M max/W=0.727×106/4490=161.825N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！2、抗剪验算主梁剪力图(kN)V max＝6.381kNτmax=2V max/A=2×6.381×1000/424＝30.1N/mm2≤[τ]=125N/mm2 满足要求！3、挠度验算主梁变形图(mm)νmax＝0.26mm≤[ν]＝min[L/150，10]=min[500/150，10]＝3.333mm满足要求！4、支座反力计算承载能力极限状态支座反力依次为R1=1.935kN，R2=17.165kN，R3=1.935kN立柱所受主梁支座反力依次为P1=1.935/0.6=3.225kN，P2=17.165/0.6=28.609kN，P3=1.935/0.6=3.225kN七、可调托座验算荷载传递至立柱方式可调托座可调托座承载力容许值[N](kN) 30扣件抗滑移折减系数k c 0.851、扣件抗滑移验算两侧立柱最大受力N＝max[R1,R3]＝max[1.935,1.935]＝1.935kN≤0.85×8=6.8kN 单扣件在扭矩达到40～65N·m且无质量缺陷的情况下，单扣件能满足要求！2、可调托座验算可调托座最大受力N＝max[P2]＝28.609kN≤[N]＝30kN满足要求！八、立柱验算钢管截面类型(mm) Ф48×3.2钢管计算截面类型(mm) Ф48×31、长细比验算h max=max(ηh,h'+2ka)=max(1.2×1500,1000+2×0.7×500)=1800mmλ=h max/i=1800/15.9=113.208≤[λ]=150长细比满足要求！查表得，φ＝0.3862、风荷载计算M w＝φc×1.4×ωk×l a×h2/10＝0.9×1.4×0.031×0.9×1.52/10＝0.008kN·m根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-2010公式5.3.1-2：1)面板验算q1＝[1.2×(0.1+(24+1.5)×1.35)+1.4×0.9×3]×1＝45.21kN/m2)小梁验算q1＝max{2.695+1.2×[(0.3-0.1)×0.6/4+0.5×(1.35-0.15)]+[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1. 4×0.9×3]×max[0.5-0.6/2，(1-0.5)-0.6/2]/2×1，7.797+1.2×(0.3-0.1)×0.6/4}=7.833kN /m同上四～六计算过程，可得：P1＝3.18kN，P2＝28.286kN，P3＝3.18kN立柱最大受力N w＝max[P1+N边1，P2，P3+N边2]+1.2×0.15×(3.9-1.35)+M w/l b＝max[ 3.18+[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×0.9×3]×(0.9+0.5-0.6/2)/2×0.9，28.286，3.18+[ 1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×0.9×3]×(0.9+1-0.5-0.6/2)/2×0.9]+0.459+0.008/1＝28. 753kNf＝N/(φA)+M w/W＝28753.141/(0.386×424)+0.008×106/4490＝177.466N/mm2≤[f]＝300N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ231-2010 第6.1.4: 对长条状的独立高支模架，架体总高度与架体的宽度之比不宜大于3 H/B=3.9/30=0.13≤3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！十、立柱支承面承载力验算F1=N=28.753kN1、受冲切承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表可得：βh=1，f t=0.829N/mm2，η=1，h0=h-20=130mm，u m =2[(a+h0)+(b+h0)]=1320mmF=(0.7βh f t+0.25σpc，m)ηu m h0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×1320×130/1000=99.579kN≥F1=28.753kN满足要求！2、局部受压承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6.1条规定，见下表可得：f c=8.294N/mm2，βc=1，βl=(A b/A l)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(600)×(600)/(200×200)]1/2=3，A ln=ab=40000 mm2F=1.35βcβl f c A ln=1.35×1×3×8.294×40000/1000=1343.628kN≥F1=28.753kN满足要求！墙模板（木模板）计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《混凝土结构设计规范》GB50010-20103、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20124、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性二、荷载组合新浇混凝土对模板的侧压力标准值G4k＝min[0.22γc t0β1β2v1/2，γc H]＝min[0.22×24×4×1×1×21/2，24×4.5]＝min[29.87，108]＝29.87kN/m2承载能力极限状态设计值S承＝0.9max[1.2G4k+1.4Q3k，1.35G4k+1.4×0.7Q3k]＝0.9 max[1.2×29.87+1.4×2，1.35×29.87+1.4×0.7×2]＝0.9max[38.644，42.285]＝0.9×42 .285＝38.056kN/m2正常使用极限状态设计值S正＝G4k＝29.87 kN/m2三、面板布置小梁布置方式竖直左部模板悬臂长(mm) 125小梁间距(mm) 200 小梁一端悬臂长(mm) 250主梁间距(mm) 500 主梁一端悬臂长(mm) 200对拉螺栓横向间距(mm) 500 对拉螺栓竖向间距(mm) 500模板设计立面图四、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墙截面宽度可取任意宽度，为便于验算主梁，取b＝0.5m，W＝bh2/6＝500×122/ 6＝12000mm3，I＝bh3/12＝500×123/12＝72000mm41、强度验算q＝bS承＝0.5×38.056＝19.028kN/m面板弯矩图(kN·m)M max＝0.095kN·mσ＝M max/W＝0.095×106/12000＝7.928N/mm2≤[f]＝15N/mm2 满足要求！2、挠度验算q＝bS正＝0.5×29.87=14.935kN/m面板变形图(mm)ν＝0.43mm≤[ν]＝l/400＝200/400＝0.5mm满足要求！五、小梁验算小梁材质及类型矩形木楞小梁截面类型(mm) 40×80 小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 16.2 小梁弹性模量E(N/mm2) 9000 小梁截面抵抗矩W(cm3) 42.67 小梁截面惯性矩I(cm4) 170.671、强度验算q＝bS承＝0.275×38.056＝10.465kN/m小梁弯矩图(kN·m)小梁剪力图(kN)M max＝0.327kN·mσ＝M max/W＝0.327×106/42670＝7.664N/mm2≤[f]＝16.2N/mm2满足要求！2、挠度验算q＝bS正＝0.275×29.87=8.214kN/m小梁变形图(mm)ν＝0.462mm≤[ν]＝l/400＝500/400＝1.25mm满足要求！3、支座反力计算R1=4.507kN，R2=...R37=4.007kN，R38=5.509kN六、主梁验算主梁材质及类型双钢管主梁截面类型(mm) Ф48×3主梁计算截面类型(mm) Ф48×3主梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205 主梁弹性模量E(N/mm2) 206000 主梁截面抵抗矩W(cm3) 4.49 主梁截面惯性矩I(cm4) 10.781、强度验算主梁弯矩图(kN·m)M max＝0.611kN·mσ＝M max/W＝0.611×106/4490＝136.083N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！2、挠度验算主梁变形图(mm)ν＝0.369mm≤[ν]＝l/400＝500/400＝1.25mm满足要求！七、对拉螺栓验算对拉螺栓横向验算间距m＝max[500，500/2+200]＝500mm 对拉螺栓竖向验算间距n＝max[500，500/2+250]＝500mm N＝0.95mnS承＝0.95×0.5×0.5×38.056＝9.038kN≤N t b＝17.8kN 满足要求！柱模板（设置对拉螺栓）计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《混凝土结构设计规范》GB50010-20103、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20124、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性二、荷载组合新浇混凝土对模板的侧压力标准值G4k＝min[0.22γc t0β1β2v1/2，γc H]＝min[0.22×24×4×1×1×21/2，24×4.5]＝min[29.87，108]＝29.87kN/m2承载能力极限状态设计值S承＝0.9max[1.2G4k+1.4Q3k，1.35G4k+1.4×0.7Q3k]＝0.9 max[1.2×29.87+1.4×2，1.35×29.87+1.4×0.7×2]＝0.9max[38.644，42.285]＝0.9×42 .285＝38.056kN/m2正常使用极限状态设计值S正＝G4k＝29.87 kN/m2三、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) 14.742 面板弹性模量E(N/mm2) 8925 柱长边小梁根数 5 柱短边小梁根数 5柱箍间距l1(mm) 700模板设计平面图1、强度验算最不利受力状态如下图，按四等跨连续梁验算静载线荷载q1＝0.9×1.35bG4k＝0.9×1.35×0.7×29.87＝25.404kN/m活载线荷载q2＝0.9×1.4×0.7bQ3k＝0.9×1.4×0.7×0.7×2＝1.235kN/mM max＝-0.107q1l2-0.121q2l2＝-0.107×25.404×0.152-0.121×1.235×0.152＝-0.065kN·m σ＝M max/W＝0.065×106/(1/6×700×122)＝3.841N/mm2≤[f]＝14.742N/mm2满足要求！2、挠度验算作用线荷载q＝bS正＝0.7×29.87＝20.909kN/mν＝0.632ql4/(100EI)＝0.632×20.909×1504/(100×8925×(1/12×700×123))＝0.074mm≤[ν]＝l/400＝150/400＝0.375mm满足要求！四、小梁验算小梁类型矩形木楞小梁截面类型(mm) 40×80小梁截面惯性矩I(cm4) 170.67 小梁截面抵抗矩W(cm3) 42.67小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 13.5 小梁弹性模量E(N/mm2) 9000小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.35 最低处柱箍离楼面距离(mm) 1801、强度验算小梁上作用线荷载q＝bS承＝0.15×38.056＝5.708 kN/m小梁弯矩图(kN·m)M max＝0.285kN·mσ＝M max/W＝0.285×106/42.67×103＝6.672N/mm2≤[f]＝13.5N/mm2满足要求！2、抗剪验算小梁剪力图(kN·m)V max＝2.346kNτmax=3V max/(2bh0)=3×2.346×1000/(2×40×80)＝1.1N/mm2≤[τ]=1.35N/mm2 满足要求！3、挠度验算小梁上作用线荷载q＝bS正＝0.15×29.87＝4.481 kN/m小梁变形图(mm)ν＝0.409mm≤[ν]＝1.5mm满足要求！4、支座反力计算承载能力极限状态R max=4.438正常使用极限状态R max=3.484五、柱箍验算柱箍类型钢管柱箍合并根数 2柱箍材质规格(mm) Ф48×3柱箍截面惯性矩I(cm4) 10.78 柱箍截面抵抗矩W(cm3) 4.49 柱箍抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205 柱箍弹性模量E(N/mm2) 206000模板设计立面图1、柱箍强度验算连续梁中间集中力取小P值；两边集中力为小梁荷载取半后，取P/2值。
板模板(盘扣式)计算书
板模板（盘扣式）计算书计算依据：1、《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-20102、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20083、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性模板设计平面图纵向剖面图横向剖面图四、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) 16.83 面板抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.4面板弹性模量E(N/mm2) 9350 面板计算方式三等跨连续梁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＝[1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×1=8.838kN/m q1静=[γG(G1k +(G2k+G3k)h)]b = [1.2×(0.1+(24+1.1)×0.15)]×1=4.638kN/mq1活=(γQ×Q1k)×b=(1.4×3)×1=4.2kN/m正常使用极限状态q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.15)+1×3)×1＝6.865kN/m计算简图如下：1、强度验算M max＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×4.638×0.32+0.117×4.2×0.32＝0.086kN·mσ＝M max/W＝0.086×106/37500＝2.292N/mm2≤[f]＝16.83N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×6.865×3004/(100×9350×281250)=0.143mmνmax=0.143mm≤min{300/150，10}=2mm满足要求！五、小梁验算小梁类型矩形木楞小梁截面类型(mm) 40×90小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 12.87 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.386小梁截面抵抗矩W(cm3) 54 小梁弹性模量E(N/mm2) 8415小梁截面惯性矩I(cm4) 243 小梁计算方式三等跨连续梁11k2k3k1k＝2.723kN/m因此，q1静＝1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1.2×(0.3+(24+1.1)×0.15)×0.3＝1.463kN/m q1活＝1.4×Q1k×b=1.4×3×0.3＝1.26kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×1.463×0.92+0.117×1.26×0.92＝0.238kN·mM2＝q1L12/2=2.723×0.12/2＝0.014kN·mM max＝max[M1，M2]＝max[0.238，0.014]＝0.238kN·mσ=M max/W=0.238×106/54000=4.406N/mm2≤[f]=12.87N/mm2满足要求！2、抗剪验算V1＝0.6q1静L+0.617q1活L＝0.6×1.463×0.9+0.617×1.26×0.9＝1.49kNV2＝q1L1＝2.723×0.1＝0.272kNV max＝max[V1，V2]＝max[1.49，0.272]＝1.49kNτmax=3V max/(2bh0)=3×1.49×1000/(2×40×90)＝0.621N/mm2≤[τ]=1.386N/mm2满足要求！3、挠度验算q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.15)+1×3)×0.3＝2.119kN/m挠度,跨中νmax＝0.677qL4/(100EI)=0.677×2.119×9004/(100×8415×243×104)＝0.46mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(900/150，10)＝6mm；悬臂端νmax＝ql14/(8EI)=2.119×1004/(8×8415×243×104)＝0.001mm≤[ν]＝min(2×l1/150，10)＝min(2×100/150，10)＝1.333mm满足要求！六、主梁验算q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1.4×3]×0.3＝2.795kN/mq1静＝1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1.2×(0.5+(24+1.1)×0.15)×0.3＝1.535kN/mq1活＝1.4×Q1k×b ＝1.4×3×0.3＝1.26kN/mq2＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.15)+1×3)×0.3＝2.179kN/m承载能力极限状态按三等跨连续梁，R max＝(1.1q1静+1.2q1活)L＝1.1×1.535×0.9+1.2×1.26×0.9＝2.881kN按悬臂梁，R1＝q1l1＝2.795×0.1＝0.28kN主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.6R＝max[R max，R1]×0.6＝1.729kN;正常使用极限状态按三等跨连续梁，R'max＝1.1q2L＝1.1×2.179×0.9＝2.158kN按悬臂梁，R'1＝q2l1=2.179×0.1＝0.218kNR'＝max[R'max，R'1]×0.6＝1.295kN;计算简图如下：主梁计算简图一2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m)σ=M max/W=0.441×106/4490=98.287N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)τmax=2V max/A=2×2.796×1000/424＝13.187N/mm2≤[τ]=125N/m m2满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)跨中νmax=0.546mm≤[ν]=min{900/150，10}=6mm悬挑段νmax＝0.142mm≤[ν]=min(2×150/150,10)=2mm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=4.12kN，R2=5.389kN，R3=5.389kN，R4=4.12kN七、可调托座验算荷载传递至立杆方式可调托座可调托座承载力容许值[N](kN) 30满足要求！八、立杆验算立杆钢管截面类型(mm) Ф48×3.2立杆钢管计算截面类型(mm) Ф48×3钢材等级Q235 立杆截面面积A(mm2) 424 立杆截面回转半径i(mm) 15.9 立杆截面抵抗矩W(cm3) 4.49 抗压强度设计值[f](N/mm2) 205 支架自重标准值q(kN/m) 0.15 支架立杆计算长度修正系数η 1.2 悬臂端计算长度折减系数k 0.71、长细比验算l01=hˊ+2ka=1200+2×0.7×450=1830mml0=ηh=1.2×1800=2160mmλ=max[l01，l0]/i=2160/15.9=135.849≤[λ]=150满足要求！2、立杆稳定性验算顶部立杆段：λ1=l01/i=1830.000/15.9=115.094查表得，φ＝0.483不考虑风荷载:N1 =Max[R1，R2，R3，R4]/0.6=Max[4.12，5.389，5.389，4.12]/0.6=8.982kN f＝N1/(ΦA)＝8982/(0.483×424)＝43.859N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！非顶部立杆段：λ=l0/i=2160.000/15.9=135.849查表得，φ1=0.371不考虑风荷载:N=Max[R1,R2,R3,R4]/0.6+γG×q×H=Max[4.12,5.389,5.389,4.12]/0.6+1.2×0.15×3.325=9.5 8kNf=N/(φ1A)＝9.58×103/(0.371×424)=60.901N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ231-2010 第6.1.4: 对长条状的独立高支模架，架体总高度与架体的宽度之比不宜大于3H/B=3.325/30=0.111≤3满足要求！十、抗倾覆验算混凝土浇筑前，倾覆力矩主要由风荷载产生，抗倾覆力矩主要由模板及支架自重产生M T=ψc×γQ(ωk L1Hh2+Q3k L1h1)=1×1.4×(0.076×40×3.325×3.2+0.55×40×3.2)=143.844kN·mM R=γG(G1k+0.15H/(l a l b))L1B12/2=0.9×(0.5+0.15×3.325/(0.9×0.9))×40×302/2=18075kN·mM T=143.844kN·m≤M R=18075kN·m满足要求！混凝土浇筑时，倾覆力矩主要由泵送、倾倒混凝土等因素产生的水平荷载产生，抗倾覆力矩主要由钢筋、混凝土、模板及支架自重产生M T=ψc×γQ(Q2k L1H2+Q3k L1h1)=1×1.4×(1×40×3.3252+0.55×40×3.2)=717.675kN·mM R=γG[(G2k+G3k)×h0+(G1k+0.15H/(l a l b))]L1B12/2=0.9×[(24+1.1)×0.15+(0.5+0.15×3.325/ (0.9×0.9))]×40×302/2=79068kN·mM T=717.675kN·m≤M R=79068kN·m满足要求！十一、立杆支承面承载力验算11、受冲切承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表h t0u m =2[(a+h0)+(b+h0)]=1000mmF=(0.7βh f t+0.25σpc，)ηu m h0=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×1000×100/1000=58.03kN≥F1=9.58kNm满足要求！2、局部受压承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6.1条规定，见下表c cβl=(A b/A l)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(400)×(300)/(200×100)]1/2=2.449，A ln=ab=20000mm2F=1.35βcβl f c A ln=1.35×1×2.449×8.294×20000/1000=548.534kN≥F1=9.58kN满足要求！。
楼板计算书
2.2楼板结构布置选首层结构平面进行设计，楼盖梁板结构布置及构件编号和尺寸见结施图，由于是对称的选其中一部分进行计算，楼面板的布置如下图所示(图中尺寸单位为mm)：附图12.3 荷载计算（1）楼面板（不包括卫生间）（100mm）B1.B2.地砖地面 0.55 kN/m220mm厚水泥砂浆抹平 20*0.02＝0.40 kN/m2100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 25*0.10＝2.50 kN/m215mm厚天棚抹灰 17*0.015＝0.25kN/m2—————————————————————————————————恒载标准值 = 3.70kN/m2恒载设计值g=3.70*1.2 = 4.44 kN/m2活载设计值 q=2.00*1.4 = 2.80 kN/m2合计 p=g+q=7.24 kN/m2（2）走廊楼面板（80mm）B3.B4地砖地面 0.55 kN/m220mm厚水泥砂浆抹平 20*0.02＝0.40 kN/m280mm厚现浇钢筋混凝土楼板 25*0.08＝2.00 kN/m215mm 厚天棚抹灰 17*0.015＝0.25kN/m 2—————————————————————————————————恒载标准值 = 3.20 kN/m 2恒载设计值 g=3.20*1.2= 3.84 kN/m 2活载设计值 q=2.50*1.4= 3.50 kN/m 2合计 p=g+q=7.34 kN/m 2（3）卫生间楼面板（100mm ）B6铺地面砖 0.55 kN/m 220mm 厚1：3水泥砂浆找坡 20*0.02＝0.40 kN/m 2100厚现浇钢筋混凝土楼板 25*0.10＝2.50 kN/m 2450厚煤渣 0.45*7＝3.20 kN/m 215mm 厚天棚抹灰 17*0.015＝0.25kN/m 2—————————————————————————————————恒载标准值 = 6.90kN/m 2恒载设计值 g=6.90*1.2= 8.28 kN/m 2活载设计值 q=2.50*1.4= 3.50 kN/m 2合计 p=g+q=11.78 kN/m 21.几何参数简化计算跨度: L x = 3600 mm; L y = 6000 mm板厚: h = 100 mm as = 20 mm h 0=100-20=80mm 2.材料信息混凝土等级: C30 f c =14.3N/mm 2 f t =1.43N/mm 2 f tk =2.0N/mm 2 E c =3.0*104 N/mm 2钢筋种类: HPB300 f y = 270 N/mm 2 E s = 2.0*105 N/mm 2保护层厚度: C = 15mm2.4 板的计算(按弹性理论计算)在求各区格板跨内正弯矩时，按恒荷载均布及活荷载棋盘式布置计算，取荷载为： ⎪⎪⎩⎪⎪⎨⎧+='='22q g g q q 在g '作用下，合内支座均可视为固定，某些区格板跨内最大弯矩不在板的中心点处在q '作用下，各区格板四边均可视为简支，跨内最大弯矩则在中心点处，计算时，可近似去二者之和作为跨内最大正弯矩值。
压型钢板混凝土组合楼承板计算实例
压型钢板混凝土组合楼承板计算实例计算书：压型钢板混凝土楼承组合板工程资料：本工程采用压型钢板组合楼板，跨度为4米，压型钢板型号为YX76-305-915，钢号为Q345，板厚度为1.5毫米，每米宽度的截面面积为2049平方毫米/米（重量为0.15千牛/平方米），截面惯性矩为200.45乘以10的4次方平方毫米/米。
顺肋两跨连续板，压型钢板上浇筑89毫米厚的C35混凝土。
1.1荷载计算：取1米作为计算单元，施工荷载标准值为1千牛/米，设计值为1.4千牛/米；混凝土和压型钢板自重标准值为3.325千牛/米，设计值为4.0千牛/米。
施工阶段总荷载为4.325千牛/米。
1.2内力计算：跨中最大正弯矩为6.05千牛·米，支座处最大负弯矩为10.8千牛·米，最大剪力为13.5千牛。
1.3压型钢板承载力计算：压型钢板受压翼缘的计算宽度为75毫米，经计算得到承载力设计值为10.988千牛·米/米，满足施工阶段的要求。
1.4压型钢板跨中挠度计算：计算得到挠度为13.97毫米，小于22.22毫米，满足施工阶段的使用要求。
正常使用极限计算假设波宽为305mm，混凝土弹性模量Ec为3.15×104N/mm2，钢板弹性模量E为2.06×105N/mm2，计算α值为6.54.1.荷载标准组合效应下挠度计算根据图2.5换算截面，混凝土截面宽度为305mm，根据公式b=305/α，肋宽为46.64mm，形心轴距离钢板底部的距离为23.32mm。
根据公式计算板的挠度，得到y=90.8mm。
在一个波宽范围内，组合板换算截面的惯性矩为1982.1×104mm4，每米板宽的惯性矩为6498.7×104mm4.根据公式计算荷载标准组合效应下楼层板的挠度为0.56mm，小于要求的11.11mm，因此满足要求。
2.荷载准永久组合效应下挠度计算荷载值为qk=gk+0.4×pk=3.615kN/m+0.4×2kN/m=4.415kN/m。
板模板(盘扣式)计算书
12
f＝ N1/(ΦA)＝78336/(0.732×571)＝187.419N/mm2≤[f]＝300N/mm2 满足要求！ 考虑风荷载: Mw＝γQφcωk×la×h2/10＝1.4×0.9×0.115×1.5×1.52/10＝0.049kN·m N1w =Max[R1,R2,R3,R4]+Mw/lb=Max[39.875,77.738,78.336,34.439]+0.049/1.2=78.377kN f＝ N1w/(φA)+ Mw/W＝78377/(0.732×571)+0.049×106/7700＝193.881N/mm2≤[f] ＝300N/mm2 满足要求！ 非顶部立杆段： λ=l0/i=1800.000/20.1=89.552 查表得，φ1=0.558 不考虑风荷载:
N=Max[R1,R2,R3,R4]+γG×q×H=Max[39.875,77.738,78.336,34.439]+1.2×0.15×5.25=79.2 81kN
f=N/(φ1A)＝79.281×103/(0.558×571)=248.828N/mm2≤[σ]=300N/mm2 满足要求！
基本风 ω0(kN/m2)
压 0.45
地基粗糙程度
D 类(有密集建筑群且房屋较高市区) 0.115
模板支架顶部距地
9 面高度(m)
1
风压高度变化系数
0.51 μz
风荷载作用方向
风荷载体型系数 μs 0.5 沿模板支架横向作用
抗倾覆计算中风荷载作用位置距离支架底的距离 h2(m)
3.9
三、模板体系设计
计算简图如下：
6
1、强度验算 M1＝0.125q1 静 L2+0.125q1 活 L2＝0.125×6.867×1.22+0.125×1.05×1.22＝1.425kN·m M2＝q1L12/2=7.917×0.152/2＝0.089kN·m Mmax＝max[M1，M2]＝max[1.425，0.089]＝1.425kN·m σ=Mmax/W=1.425×106/121500=11.729N/mm2≤[f]=12.87N/mm2 满足要求！ 2、抗剪验算 V1＝0.625q1 静 L+0.625q1 活 L＝0.625×6.867×1.2+0.625×1.05×1.2＝5.938kN V2＝q1L1＝7.917×0.15＝1.188kN Vmax＝max[V1，V2]＝max[5.938，1.188]＝5.938kN τmax=3Vmax/(2bh0)=3×5.938×1000/(2×90×90)＝1.1N/mm2≤[τ]=1.386N/mm2 满足要求！ 3、挠度验算 q ＝ (γG(G1k +(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.9)+1×3)×0.25 ＝ 6.473kN/m 挠度,跨中 νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×6.473×12004/(100×8415×546.75×104)＝ 1.52mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(1200/150，10)＝8mm； 悬 臂 端 νmax ＝ ql14/(8EI)=6.473×1504/(8×8415×546.75×104) ＝ 0.009mm≤[ν] ＝ min(2×l1/150，10)＝min(2×150/150，10)＝2mm 满足要求！
混凝土板计算书
楼板计算书日期： 5/25/2015时间： 7:54:10:71 pm一、基本资料：1、房间编号： 162、边界条件（左端/下端/右端/上端）：固定/固定/固定/铰支/3、荷载：永久荷载标准值：g ＝ 4.00 kN/m2可变荷载标准值：q ＝ 2.50 kN/m2计算跨度Lx = 3800 mm ；计算跨度Ly = 6300 mm板厚H = 120 mm；砼强度等级：C30；钢筋强度等级：HRB4004、计算方法：弹性算法。
5、泊松比：μ＝1/5.6、考虑活荷载不利组合。
二、计算结果：Mx =(0.03850+0.01057/5)*(1.20* 4.00+1.40* 1.25)* 3.8^2 = 3.84kN·m 考虑活载不利布置跨中X向应增加的弯矩：Mxa =(0.08156+0.02438/5)*(1.4* 1.25)* 3.8^2 = 2.18kN·mMx= 3.84 + 2.18 = 6.03kN·mAsx= 240.00mm2，实配φ 8@200 (As ＝ 251.mm2)ρmin ＝ 0.179% ，ρ＝ 0.209%My =(0.01057+0.03850/5)*(1.20* 4.00+1.40* 1.25)* 3.8^2= 1.73kN·m 考虑活载不利布置跨中Y向应增加的弯矩：Mya =(0.02438+0.08156/5)*(1.4* 1.25)* 3.8^2 = 1.03kN·mMy= 1.73 + 1.03 = 2.76kN·mAsy= 240.00mm2，实配φ 8@200 (As ＝ 251.mm2)ρmin ＝ 0.179% ，ρ＝ 0.209%Mx' =0.08129*(1.20* 4.00+1.40* 2.50)* 3.8^2 = 9.74kN·mAsx'= 280.50mm2，实配φ10@200 (As ＝ 393.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.179% ，ρ＝ 0.327%My' =0.05711*(1.20* 4.00+1.40* 2.50)* 3.8^2 = 6.84kN·mAsy'= 240.00mm2，实配φ 8@200 (As ＝ 251.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.179% ，ρ＝ 0.209%三、跨中挠度验算：Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值(1)、挠度和裂缝验算参数：Es ＝ 200000.N/mm2 Ec ＝ 29791.N/mm2Ftk ＝ 2.01N/mm2 Fy ＝ 360.N/mm2(2)、在荷载效应的准永久组合作用下，受弯构件的短期刚度 Bs：①、裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝*******/(0.87* 93.******) =********N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝*****/ 60000.=*******ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/(***************) = 1.100②、钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αE：αE ＝Es / Ec ＝200000.0/ 29791.5 = 6.713③、受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γf'：矩形截面，γf' ＝ 0④、纵向受拉钢筋配筋率ρ＝ As / b / ho ＝*******/1000/ 93.=*******⑤、钢筋混凝土受弯构件的 Bs 按公式（混凝土规范式 7.2.3－1）计算:Bs=Es*As*ho^2/[1.15ψ+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')]Bs＝ 200000.*******93.^2/[1.15*1.100+0.2+6*6.713********/(1+3.5*0.00)]=********kN·m2(3)、考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ：按混凝土规范第 7.2.5 条，当ρ' ＝ 0时，θ＝ 2.0(4)、受弯构件的长期刚度 B，可按下列公式计算：B ＝ Bs / θ（混凝土规范式 7.2.2）B＝********/2 = ********kN·m2(5)、挠度 f ＝κ * Qq * L ^ 4 / Bf ＝0.00248* 5.2* 3.80^4/********= 5.624mmf / L ＝ 5.624/3800.= 1/ 676.，满足规范要求！四、裂缝宽度验算：①、X方向板带跨中裂缝：裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝ 3.08*10^6/(0.87* 101.* 251.) = 139.435N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝ 251./ 60000.= 0.004当ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/( 0.01* 139.44) = 0.165当ψ＜0.2 时，取ψ＝ 0.2ωmax ＝αcr*ψ*σsq/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 7.1.2－1）ωmax ＝1.9*0.200*139.435/200000.*(1.9*20.+0.08* 8.00/0.01000) = 0.027mm，满足规范要求！②、Y方向板带跨中裂缝：裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝ 1.39*10^6/(0.87* 93.* 251.) = 68.115N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝ 251./ 60000.= 0.004当ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/( 0.01* 68.11) = -0.814当ψ＜0.2 时，取ψ＝ 0.2ωmax ＝αcr*ψ*σsq/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 7.1.2－1）ωmax ＝1.9*0.200* 68.115/200000.*(1.9*20.+0.08* 8.00/0.01000) = 0.013mm，满足规范要求！③、左端支座跨中裂缝：裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝ 6.16*10^6/(0.87* 100.* 393.) = 180.369N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝ 393./ 60000.= 0.007当ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/( 0.01* 180.37) = 0.377ωmax ＝αcr*ψ*σsq/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 7.1.2－1）ωmax ＝1.9*0.377*180.369/200000.*(1.9*20.+0.08*10.00/0.01000) = 0.076mm，满足规范要求！④、下端支座跨中裂缝：裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝ 4.33*10^6/(0.87* 101.* 251.) = 196.034N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝ 251./ 60000.= 0.004当ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/( 0.01* 196.03) = 0.435ωmax ＝αcr*ψ*σsq/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 7.1.2－1）ωmax ＝1.9*0.435*196.034/200000.*(1.9*20.+0.08* 8.00/0.01000) = 0.083mm，满足规范要求！⑤、右端支座跨中裂缝：裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ，按下列公式计算：ψ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsq) （混凝土规范式 7.1.2－2）σsq ＝ Mq / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 7.1.4－3）σsq ＝ 6.16*10^6/(0.87* 101.* 335.) = 209.277N/mm2矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*120.= 60000.mm2ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 7.1.2－4）ρte ＝ 335./ 60000.= 0.006当ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01ψ＝ 1.1 - 0.65* 2.01/( 0.01* 209.28) = 0.477ωmax ＝αcr*ψ*σsq/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 7.1.2－1）ωmax ＝1.9*0.477*209.277/200000.*(1.9*20.+0.08* 8.00/0.01000) = 0.097mm，满足规范要求！。
c30混凝土楼板承载力计算
c30混凝土楼板承载力计算C30混凝土楼板承载力是指混凝土楼板在受力状态下所能承受的最大荷载能力。
计算混凝土楼板承载力需要考虑楼板的几何尺寸、混凝土的强度及楼板所受到的荷载等因素。
首先，需要了解C30混凝土的含义。
C30表示混凝土的设计抗压强度为30MPa（兆帕），这是一种中等强度的混凝土。
设计抗压强度表示混凝土在试验条件下，能承受的最大压力。
C30混凝土通常用于一般建筑结构中。
混凝土楼板承载力的计算可以通过以下步骤进行：1.确定楼板的几何尺寸：楼板的几何尺寸包括楼板的宽度、厚度以及跨度。
这些参数将决定楼板的自重以及受力情况。
2.计算楼板的自重：楼板的自重是指楼板在无外力作用下所受到的重力。
自重可以通过楼板的几何尺寸和混凝土的密度来计算得出。
3.确定楼板所受到的荷载：楼板在使用过程中会承受各种荷载，包括活荷载（人员和设备）、固定荷载（墙体、柱子等）以及雪荷载等。
这些荷载需要根据具体的设计要求来确定。
4.计算楼板的弯矩和剪力：楼板受到荷载后会产生弯矩和剪力。
弯矩是指在荷载作用下楼板沿横向方向产生的弯曲变形，剪力是指楼板沿纵向方向受到的剪切力。
这些力可以通过静力学公式来计算得出。
5.确定楼板的受力状态：根据楼板的几何尺寸、混凝土的强度以及荷载作用下的弯矩和剪力，可以确定楼板的受力状态，包括受压区域、受拉区域等。
6.计算楼板的承载力：根据楼板的受力状态，可以使用混凝土设计规范中的公式来计算楼板的承载力。
承载力可以表示为楼板的最大荷载能力或最大弯矩等。
总结起来，C30混凝土楼板承载力的计算需要考虑楼板的几何尺寸、混凝土的强度以及楼板所受到的荷载等因素。
通过计算楼板的自重、荷载、弯矩和剪力等参数，可以确定楼板的受力状态，并通过混凝土设计规范中的公式计算出楼板的承载力。
以上是C30混凝土楼板承载力计算的一般步骤和相关考虑因素，具体计算需要根据实际情况和设计要求进行。
在实际工程中，请一定遵循相关的设计规范和要求，并请专业人士进行具体计算和设计。
新浇混凝土300mm楼板计算书
新浇混凝土300mm楼板计算书计算依据：1、《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规程》JGJ231-20102、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20083、《混凝土结构设计规范》GB 50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性二、荷载设计模板设计平面图纵向剖面图横向剖面图四、面板验算W＝bh2/6=1000×14×14/6＝32666.667mm3，I＝bh3/12=1000×14×14×14/12＝228666.667mm4承载能力极限状态q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.3)+1.4×3]×1=13.356kN/mq1静=[γG(G1k+(G2k+G3k)h)]b = [1.2×(0.1+(24+1.1)×0.3)]×1=9.156kN/mq1活=(γQ×Q1k)×b=(1.4×3)×1=4.2kN/m正常使用极限状态q＝(γG (G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b =(1×(0.1+(24+1.1)×0.3)+1×3)×1＝10.63kN/m计算简图如下：1、强度验算Mmax ＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×9.156×0.42+0.117×4.2×0.42＝0.225kN·mσ＝Mmax/W＝0.225×106/32666.667＝6.891N/mm2≤[f]＝13N/mm2 满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×10.63×4004/(100×9000×228666.667)=0.895mmνmax=0.895mm≤min{400/150，10}=2.667mm满足要求！五、小梁验算11k2k3k1k×3]×0.4＝5.438kN/m因此，q1静＝1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b=1.2×(0.3+(24+1.1)×0.3)×0.4＝3.758kN/mq1活＝1.4×Q1k×b=1.4×3×0.4＝1.68kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×3.758×1.22+0.125×1.68×1.22＝0.979kN·mMmax＝0.979kN·mσ=Mmax/W=0.979×106/11410=85.794N/mm2≤[f]=310N/mm2 满足要求！2、抗剪验算V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×3.758×1.2+0.625×1.68×1.2＝4.079kNVmax＝4.079kNτmax =Vmax/(8Izδ)[bh2-(b-δ)h2]=4.079×1000×[50×702-(50-6)×642]/(8×399300×6)＝13.785N/mm2≤[τ]=180N/mm2 满足要求！3、挠度验算q＝(γG (G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.3)+1×3)×0.4＝4.332kN/m挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×4.332×12004/(100×206000×39.93×104)＝0.569mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(1200/150，10)＝8mm满足要求！六、主梁验算q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×Q1k]×b=[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.3)+1.4×3]×0.4＝5.534kN/mq1静＝1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)×b＝1.2×(0.5+(24+1.1)×0.3)×0.4＝3.854kN/mq1活＝1.4×Q1k×b ＝1.4×3×0.4＝1.68kN/mq2＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×Q1k)×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.3)+1×3)×0.4＝4.412kN/m承载能力极限状态按二等跨连续梁，Rmax ＝1.25q1L＝1.25×5.534×1.2＝8.302kNR＝Rmax＝8.302kN;正常使用极限状态按二等跨连续梁，R'max ＝1.25q2L＝1.25×4.412×1.2＝6.618kNR'＝R'max＝6.618kN;计算简图如下：主梁计算简图一2、抗弯验算主梁弯矩图一(kN·m) σ=Mmax/W=2.655×106/11410=232.724N/mm2≤[f]=310N/mm2 满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)τmax =Vmax/(8Izδ)[bh2-(b-δ)h2]=14.391×1000×[50×702-(50-6)×642]/(8×399300×6)＝48.637N/mm2≤[τ]=180N/mm2 满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm) 跨中νmax=2.657mm≤[ν]=min{1200/150，10}=8mm 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=14.391kN，R2=27.119kN，R3=27.119kN，R4=14.391kN七、可调托座验算满足要求！八、立柱验算l01=hˊ+2ka=500+2×0.7×200=780mml=ηh=1.2×1500=1800mmλ=max[l01，l]/i=1800/15.9=113.208≤[λ]=150满足要求！2、立柱稳定性验算顶部立柱段：λ1=l01/i=780.000/15.9=49.057查表得，φ＝0.855 不考虑风荷载:N1 =Max[R1，R2，R3，R4]=Max[14.391，27.119，27.119，14.391]=27.119kNf＝ N1/(ΦA)＝27119/(0.855×424)＝74.807N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！非顶部立柱段：λ=l/i=1800.000/15.9=113.208查表得，φ1=0.496不考虑风荷载:N =Max[R1,R2,R3,R4]+γG×q×H=Max[14.391,27.119,27.119,14.391]+1.2×0.15×4=27.839kNf=N/(φ1A)＝27.839×103/(0.496×424)=132.375N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工承插型盘扣式钢管支架安全技术规范》JGJ231-2010 第6.1.4: 对长条状的独立高支模架，架体总高度与架体的宽度之比不宜大于3H/B=4/8.4=0.476≤3满足要求，不需要进行抗倾覆验算！十、立柱支承面承载力验算11、受冲切承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.5.1条规定，见下表h t0um =2[(a+h)+(b+h)]=800mmF=(0.7βh ft+0.25σpc，m)ηumh=(0.7×1×0.829+0.25×0)×1×800×100/1000=46.424kN≥F1=27.839kN满足要求！2、局部受压承载力计算根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6.1条规定，见下表c cβl =(Ab/Al)1/2=[(a+2b)×(b+2b)/(ab)]1/2=[(300)×(300)/(100×100)]1/2=3，Aln=ab=10000mm2F=1.35βc βlfcAln=1.35×1×3×8.294×10000/1000=335.907kN≥F1=27.839kN满足要求！。
楼板模板计算
楼板模板计算附件：计算书1.1 楼板模板计算楼板厚度1600mm和120mm，模板板面采用15mm高强度层板，次龙骨采用50*100mm，E=104N/mm2，I=bh3/12=50*1003/12=4.16*104mm4方木主龙骨采用100*100mm方木。
（1）荷载计算模板及支架自重标准值：0.3KN/m2混凝土标准值：24KN/m2钢筋自重标准值： 1.1KN/m2施工人员及设备荷载标准值：2.52楼板按120mm厚算荷载标准值：F1=0.3+24*0.12+1.1+2.5=6.3KN荷载标准值：F2=（0.3+24*0.1+1.1）*1.2+2.5*1.4=6.78KN楼板按160mm厚算荷载标准值：F3=0.3+24*0.16+1.1+2.5=7.74KN荷载标准值：F4=（0.3+24*0.16+1.1）*1.2+2.5*1.4=9.79KN （2）计算次龙骨间距：新浇筑的混凝土均匀作用在胶合板上，单位宽度的面板可以视为梁，次龙骨作作为梁支点按三跨连续考虑，梁宽度250mm 1）板厚按160mm算则最大弯距：M max=0.1q12l12最大挠度：U max=0.667q12l14/(100EI)其中线荷载设计值：q1= F4*0.2=9.79*0.2=1.96KN/m按面板的抗弯承载力要求：M max=0.1q1l12=[f w w]=1/6f w bh20.1*2.48*l12=1/6f w bh2l1=[(1/6*30*200*252)/(0.1*1.96)]0.5=1764.74按面板的刚度要求，最大变形值为模板结构的1/250U max=0.677q2l14/(100EI)=l1/250l1′=[（100*104*4.16*104）/（1.96*0.677*250）]1/3=438mm2)板厚按120mm算则最大弯距：M max=0.1q12l12最大挠度：U max=0.667q22l24/(100EI)其中线荷载设计值：q2=F2*0.2=6.78*0.2=1.356KN/m按面板的抗弯承载力要求：M max=0.1q2l22=[f w w]=1/6f w bh21.1*1.356*l22=1/6f w bh2l2=[(1/6*30*250*102)/(0.1*1.356)]0.5=339按面板的刚度要求，最大变形值为模板结构的1/250U max=0.677q2l24/(100EI)=l2/250L2′=[（100*104*4.16*104）/（1.356*0.677*250）]1/3=634mm取按抗弯承载力，刚度要求计算的小值，l1′=438mm，施工次龙骨间距取200mm<l1′满足要求。
楼板荷载计算书
合计6.90KN/m2
按7.0KN/m2输入；
（3）墙荷载：
外墙:加气混凝土砌块,容重为1000kg/m3。砌体容重取10kN/m3,200mm厚内墙采用加气混凝土砌块，容重为800kg/m3，砌体容重取8kN/m3,100mm厚内墙、卫生间、管井(水井、强弱电井)周边墙体采用多孔砖，容重为1400kg/m3。砌体容重取15.5kN/m3,
砌体容重取10knm3200mm厚内墙采用加气混凝土砌块容重为800kgm3砌体容重取8knm3100mm厚内墙卫生间管井周边墙体采用多孔砖容重为1400kgm3
一、荷载计算
（一）、楼面荷载：
商业楼面：板厚120mm
①钢筋混凝土楼板0.12×25=3.00KN/m2
②吊顶及装修荷载1.50KN/m2
1、6M外墙:200厚（抹灰及面层）：0.20×10+0.06×20=3.0kN/m23X(6-0.6)=16.2KN/M取18.6
内墙：
2、5.6M外墙:3X(5.6-0.6)=15
内墙200厚：2.6X(5.6-0.6)=13
3、4.2M外墙:3X(4.2-0.6)=10.8
内墙200厚：2.6X(4.2-0.6)=9.4
合计7.80KN/m2
按8.00KN/m2输入；
4、楼梯间：按8.0KN/m2输入
2、屋面：
[1]板厚120mm
①钢筋混凝土楼板0.12×25=3.00KN/m2
②2%结构找坡（泡沫混凝土）0.20×10=2.00KN/m2
③20厚1:3水泥砂浆找平层0.02×20=0.40KN/m2
④吊顶荷载0.50KN/m2
合计4.50KN/m2
按5.0KN/m2输入；
现浇钢筋混凝土楼板配筋设计计算书
现浇钢筋混凝土楼板配筋设计计算书LB-1矩形板计算工程地址：南京市浦口区绿之苑小区工程项目：现浇钢筋混凝土楼板隔层工期：二十天结构设计：钱工项目经理：刘工工程监理：盛工施工单位：南京石峰钢筋混凝土隔层工程部一、构件编号: 现浇钢筋混凝土板LB-1二、示意图三、依据规范《建筑结构荷载规范》 GB50009-2012《混凝土结构设计规范》 GB50010-2010四、计算信息1.几何参数计算跨度: Lx = 2700 mm; Ly = 4800 mm板厚: h = 120 mm2.材料信息混凝土等级: C25 fc=11.9N/mm2 ft=1.27N/mm2 ftk=1.78N/mm2Ec=2.80×104N/mm2钢筋种类: HRB400 fy = 360 N/mm2Es = 2.0×105 N/mm2最小配筋率: ρ= 0.200%纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as = 25mm保护层厚度: c = 15mm3.荷载信息(均布荷载)永久荷载分项系数: γG = 1.200可变荷载分项系数: γQ = 1.400准永久值系数: ψq = 1.000永久荷载标准值: ｑgk = 8.000kN/m2可变荷载标准值: ｑqk = 3.500kN/m24.计算方法:塑性板5.边界条件(上端/下端/左端/右端):固定/固定/固定/固定6.设计参数结构重要性系数: γo = 1.00塑性板β = 1.800五、计算参数:1.计算板的跨度: Lo = 2700 mm2.计算板的有效高度: ho = h-as=120-25=95 mm六、配筋计算(lx/ly=2700/4800=0.563<2.000 所以按双向板计算):1.X向底板钢筋1) 确定X向板底弯矩Mx = ζ((γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2)= 0.0311*(1.200*8.000+1.400*3.500)*2.72= 3.289 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*Mx/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*3.289×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0313) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.031) = 0.0314) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.031/360 = 98mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 98/(1000*120) = 0.081%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm22.Y向底板钢筋1) 确定Y向板底弯矩My = αMx= 0.3164*3.289= 1.041 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*My/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*1.041×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0103) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.010) = 0.0104) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.010/360 = 31mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 31/(1000*120) = 0.025%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm23.X向支座左边钢筋1) 确定左边支座弯矩M o x = βMx= 1.8*3.289= 5.920 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o x/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*5.920×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0553) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.055) = 0.0574) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.057/360 = 178mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 178/(1000*120) = 0.148%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm24.X向支座右边钢筋1) 确定右边支座弯矩M o x = βMx= 1.8*3.289= 5.920 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o x/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*5.920×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0553) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.055) = 0.0574) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.057/360 = 178mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 178/(1000*120) = 0.148%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm25.Y向上边支座钢筋1) 确定上边支座弯矩M o y = βMy= 1.8*1.041= 1.873 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o y/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*1.873×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0173) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.017) = 0.0184) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.018/360= 55mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 55/(1000*120) = 0.046%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm26.Y向下边支座钢筋1) 确定下边支座弯矩M o y = βMy= 1.8*1.041= 1.873 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o y/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*1.873×106/(1.00*11.9*1000*95*95)= 0.0173) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.017) = 0.0184) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*95*0.018/360= 55mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 55/(1000*120) = 0.046%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2采取方案8@200, 实配面积251 mm2七、跨中挠度计算：Mk -------- 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1.计算荷载效应Mk = Mgk + Mqk= 0.0311*(8.000+3.500)*2.72 = 2.609 kN*mMq = Mgk+ψq*Mqk= 0.0311*(8.000+1.0*3.500)*2.72 = 2.609 kN*m2.计算受弯构件的短期刚度 Bs1) 计算按荷载荷载效应的两种组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsk = Mk/(0.87*ho*As) 混规(= 2.609×106/(0.87*95*251) = 125.741 N/mmσsq = Mq/(0.87*ho*As) 混规(= 2.609×106/(0.87*95*251) = 125.741 N/mm2) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积: Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*120= 60000mm2ρte = As/Ate 混规(= 251/60000 = 0.418%3) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψk = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsk) 混规(= 1.1-0.65*1.78/(0.418%*125.741) = -1.100因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψk = 0.2ψq = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(= 1.1-0.65*1.78/(0.418%*125.741) = -1.100因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψq = 0.24) 计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αEαE = Es/Ec = 2.0×105/2.80×104 = 7.1435) 计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γf矩形截面，γf=06) 计算纵向受拉钢筋配筋率ρρ = As/(b*ho)= 251/(1000*95) = 0.264%7) 计算受弯构件的短期刚度 BsBsk = Es*As*ho2/[1.15ψk+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(= 2.0×105*251*952/[1.15*-1.100+0.2+6*7.143*0.264%/(1+3.5*0.0)]= 8.340×102 kN*m2Bsq = Es*As*ho2/[1.15ψq+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(= 2.0×105*251*952/[1.15*-1.100+0.2+6*7.143*0.264%/(1+3.5*0.0)]= 8.340×102 kN*m23.计算受弯构件的长期刚度B1) 确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ当ρ'=0时，θ=2.0 混规(2) 计算受弯构件的长期刚度 BBk = Mk/(Mq*(θ-1)+Mk)*Bs (混规(= 2.609/(2.609*(2.0-1)+2.609)*8.340×102= 4.170×102 kN*m2Bq = Bsq/θ (混规(= 8.340×102/2.0= 4.170×102 kN*m2B = min(Bk,Bq)= min(416.999,416.999)= 416.9994.计算受弯构件挠度f max = (q gk+q qk)*Lo4/(384*B)= (8.000+3.500)*2.74/(384*4.170×102)= (8.000+3.500)*2.74/(384*4.170×102)= 3.817mm5.验算挠度挠度限值fo=Lo/200=2700/200=13.500mmfmax=3.817mm≤fo=13.500mm，满足规范要求!八、裂缝宽度验算:1.跨中X方向裂缝1) 计算荷载效应Mx = ζ(ｑgk+ψｑqk)*Lo2= 0.0311*(8.000+1.00*3.500)*2.72= 2.609 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=2.609×106/(0.87*95*251)=125.741N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*125.741)=0.180因为ψ=0.180 < 0.2,所以让ψ=0.27) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.200*125.741/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.0244mm ≤ 0.30, 满足规范要求2.跨中Y方向裂缝1) 计算荷载效应My = αMx= 0.3164*2.609= 0.825 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=0.825×106/(0.87*95*251)=39.785N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*39.785)=-1.808因为ψ=-1.808 < 0.2,所以让ψ=0.27) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.200*39.785/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100) =0.0077mm ≤ 0.30, 满足规范要求3.支座上方向裂缝1) 计算荷载效应M o y = βMy= 1.8*0.825= 1.486 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=1.486×106/(0.87*95*251)=71.613N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*71.613)=-0.516因为ψ=-0.516 < 0.2,所以让ψ=0.27) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.200*71.613/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.0139mm ≤ 0.30,满足规范要求4.支座下方向裂缝1) 计算荷载效应M o y = βMy= 1.8*0.825= 1.486 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=1.486×106/(0.87*95*251)=71.613N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*71.613)=-0.516因为ψ=-0.516 < 0.2,所以让ψ=0.27) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.200*71.613/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.0139mm ≤ 0.30, 满足规范要求5.支座左方向裂缝1) 计算荷载效应M o x = βMx= 1.8*2.609= 4.695 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=4.695×106/(0.87*95*251)=226.333N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*226.333)=0.5897) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.589*226.333/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100) =0.1291mm ≤ 0.30, 满足规范要求6.支座右方向裂缝1) 计算荷载效应M o x = βMx= 1.8*2.609= 4.695 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(=4.695×106/(0.87*95*251)=226.333N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(=251/60000 = 0.0042因为ρte=0.0042 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(=1.1-0.65*1.780/(0.0100*226.333)=0.5897) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(=1.9*0.589*226.333/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.1291mm ≤ 0.30, 满足规范要求1。
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LB-1矩形板计算项目名称_____________日期_____________设计者_____________校对者_____________一、构件编号: LB-1二、示意图三、依据规范《建筑结构荷载规范》 GB50009-2001《混凝土结构设计规范》 GB50010-2010四、计算信息1.几何参数计算跨度: Lx = 3000 mm; Ly = 6300 mm板厚: h = 100 mm2.材料信息混凝土等级: C25 fc=11.9N/mm2 ft=1.27N/mm2 ftk=1.78N/mm2Ec=2.80×104N/mm2钢筋种类: HRB400 fy = 360 N/mm2Es = 2.0×105 N/mm2最小配筋率: ρ= 0.200%纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as = 25mm保护层厚度: c = 20mm3.荷载信息(均布荷载)永久荷载分项系数: γG = 1.200可变荷载分项系数: γQ = 1.400准永久值系数: ψq = 1.000永久荷载标准值: ｑgk = 4.040kN/m2可变荷载标准值: ｑqk = 2.000kN/m24.计算方法:弹性板5.边界条件(上端/下端/左端/右端):简支/固定/固定/简支6.设计参数结构重要性系数: γo = 1.00泊松比:μ = 0.200五、计算参数:1.计算板的跨度: Lo = 3000 mm2.计算板的有效高度: ho = h-as=100-25=75 mm六、配筋计算(ly/lx=6300/3000=2.100>2.000,所以选择多边支撑单向板计算):1.X向底板配筋1) 确定X向底板弯距Mx = 9*(γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2/128= 9*(1.200*4.040+1.400*2.000)*32/128= 4.840 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*Mx/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*4.840×106/(1.00*11.9*1000*75*75)= 0.0723) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.072) = 0.0754) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*75*0.075/360= 186mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 186/(1000*100) = 0.186%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*100 = 200 mm26) 计算纵跨分布钢筋面积不宜小于横跨板底钢筋面积的15%,所以面积为:As1 = As*0.015 = 200.00*0.15 = 30.00mm2不宜小于该方向截面面积的0.15%,所以面积为:As1 = h*b*0.0015 = 100*1000*0.0015 = 150.00mm2取二者中较大值，所以分布钢筋面积As = 150mm2采取方案⌲8@200, 实配面积251 mm22.X向支座钢筋1) 确定左端支座弯距M o x = (γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2/8= (1.200*4.040+1.400*2.000)*32/8= 8.604 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o x/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*8.604×106/(1.00*11.9*1000*75*75)= 0.1293) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.129) = 0.1384) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*11.9*1000*75*0.138/360= 342mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 342/(1000*100) = 0.342%ρ≥ρmin = 0.200% 满足最小配筋要求采取方案⌲8@140, 实配面积359 mm23.上边支座配筋1) 构造上边钢筋面积构造钢筋面积As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*100 = 200 mm24.下边支座配筋1) 构造下边钢筋面积钢筋面积As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*100 = 200采取方案⌲8@200, 实配面积251 mm25.右边支座配筋1) 构造右边钢筋面积钢筋面积As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*100 = 200七、跨中挠度计算：Mk -------- 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1.计算标准组合弯距值M k:Mk = M gk+M qk = (ｑgk+ｑqk)*Lo2/128= (4.040+2.000)*32/128= 3.822 kN*m2.计算准永久组合弯距值M q:Mq = M gk+ψq*M qk = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/128= (4.040+1.0*2.000)*32/128= 3.822 kN*m3.计算受弯构件的短期刚度 Bs1) 计算按荷载荷载效应的两种组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsk = Mk/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)= 3.822×106/(0.87*75*251) = 233.377 N/mmσsq = Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)= 3.822×106/(0.87*75*251) = 233.377 N/mm2) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积: Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*100= 50000mm2ρte = As/Ate 混规(7.1.2-4)= 251/50000 = 0.502%3) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψk = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsk) 混规(7.1.2-2)= 1.1-0.65*1.78/(0.502%*233.377) = 0.112因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψk = 0.2ψq = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)= 1.1-0.65*1.78/(0.502%*233.377) = 0.112因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψq = 0.24) 计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αEαE = Es/Ec = 2.0×105/2.80×104 = 7.1435) 计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γf矩形截面，γf=06) 计算纵向受拉钢筋配筋率ρρ = As/(b*ho)= 251/(1000*75) = 0.335%7) 计算受弯构件的短期刚度 BsBsk = Es*As*ho2/[1.15ψk+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(7.2.3-1)) = 2.0×105*251*752/[1.15*0.112+0.2+6*7.143*0.335%/(1+3.5*0.0)]= 4.924×102 kN*m2Bsq = Es*As*ho2/[1.15ψq+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(7.2.3-1)) = 2.0×105*251*752/[1.15*0.112+0.2+6*7.143*0.335%/(1+3.5*0.0)]= 4.924×102 kN*m24.计算受弯构件的长期刚度B1) 确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ当ρ'=0时，θ=2.0 混规(7.2.5)2) 计算受弯构件的长期刚度 BBk = Mk/(Mq*(θ-1)+Mk)*Bs (混规(7.2.2-1))= 3.822/(3.822*(2.0-1)+3.822)*4.924×102= 2.462×102 kN*m2Bq = Bsq/θ (混规(7.2.2-2))= 4.924×102/2.0= 2.462×102 kN*m2B = min(Bk,Bq)= min(246.216,246.216)= 246.2165.计算受弯构件挠度f max = 0.00542*(q gk+q qk)*Lo4/B= 0.00542*(4.040+2.000)*34/2.462×102= 10.770mm6.验算挠度挠度限值fo=Lo/200=3000/200=15.000mmfmax=10.770mm≤fo=15.000mm，满足规范要求!八、裂缝宽度验算:1.跨中X方向裂缝1) 计算荷载效应Mx = 9*(ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/128= 9*(4.040+1.0*2.000)*32/128= 2.810 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C > 65，所以取C = 654) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)=2.810×106/(0.87*75*251)=171.555N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*100=50000 mm2ρte=As/Ate 混规(7.1.2-4)=251/50000 = 0.0050因为ρte=0.0050 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)=1.1-0.65*1.780/(0.0100*171.555)=0.4267) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/200=58) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=5*8*8/(5*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(7.1.2-1) =1.9*0.426*171.555/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.0707mm ≤ 0.30, 满足规范要求2.右端支座跨中裂缝1) 计算荷载效应M o x = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/8= (4.040+1.0*2.000)*32/8= 4.995 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C > 65，所以取C = 654) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)=4.995×106/(0.87*75*359)=213.236N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*100=50000 mm2ρte=As/Ate 混规(7.1.2-4)=359/50000 = 0.0072因为ρte=0.0072 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)=1.1-0.65*1.780/(0.0100*213.236)=0.5577) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/140=78) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=7*8*8/(7*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(7.1.2-1) =1.9*0.557*213.236/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.1152mm ≤ 0.30, 满足规范要求。