模板受力计算1

模板面板按三跨连续梁计算。

静荷载标准值q1=25×0.1×1.2＋0.5×1.2=3.6KN/M活荷载标准值q2=（1＋2）×1.2=3.6 KN/M面板的惯性矩I和截面抵抗矩W分别为：W=120×1.0×1.0/6=20㎝³I=120×1.0×1.0×1.0/12=10㎝ 4(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/㎜2)M—面板的最大弯矩(N·m)W—面板的净截面抵抗矩[f] —面板的抗弯矩设计值,取13N/㎜2M=0.1ql2M=0.1×(1.2×3.6＋1.4×3.6)×0.4×0.4=0.15KN·M F=0.15×1000×1000/37800=3.97N/㎜2<[f]=13N/㎜2,满足要求.(2)抗剪计算T=3Q/2bh<[T]Q=0.6×(1.2×3.6＋1.4×3.6)×0.4=2.42KNT=3×2420/(2×1200×10)=0.303N/㎜2<[T]=1.4 N/㎜2,满足要求.(3)挠度计算v=0.677ql4/100EI<[v]=l/250v=0.677× 3.6×4004/(100×9000×388800)=0.173㎜<[v]=l/250=1.6㎜一、楼板模板隔栅计算隔栅按照均布荷载下连续梁计算。

1、荷载的计算（1）钢筋混凝土板自重（KN/m）q11=25×0.10×0.4=1.0 KN/m（2）模板的自重线荷载（KN/m）q12=0.5×0.4=0.2 KN/m(3) 活荷载为施工荷载标准值和振捣混凝土时产生的荷载（KN/m）q2=(1＋2)×0.4=1.2 KN/m静荷载q1=1.2×1.0＋1.2×0.2=1.44 KN/m活荷载q2=1.4×1.2=1.68 KN/m2、木方的计算按照三跨连续梁计算，最大弯矩考虑为静荷载与活荷载的计算值最不利分配的弯矩和均布荷载q=q1＋q2=3.12KN/m最大弯矩M=0.1ql2=0.1×3.12×1.2×1.2=0.45 KN·m最大剪力Q=0.6×1.2×3.12=2.25KN最大支座力N=1.1×1.2×3.12=4.12 KN面板的惯性矩I和截面抵抗矩W分别为：W=5×8×8/6=53.33CM3I=5×8×8×8/12=213.33 CM4（1）木方抗弯强度计算f=0.45×106/53330=8.44N/㎜2<[f]=13 N/㎜2满足要求。

一模板拉杆计算
1.1侧压力计算
模板主要承受混凝土侧压力，本工程砼一次最大浇筑高度为3.6米，模板高度为
3.65米。

新浇筑混凝土作用于模板的最大侧压力取下列二式中的较小值：
F=0.22γc t0β1β2V21
F=γc H
式中F—新浇筑混凝土对模板的最大侧压力（KN/m2）;
γc—混凝土的重力密度，取24KN/m3；
t0—新浇混凝土的初凝时间，取10h；
V—混凝土的浇灌速度，取0.48m/h；
H—混凝土侧压力计算位置处至新浇混凝土顶面的总高度，取3.6m；
β1—外加剂影响修正系数，取1.2；
β2—混凝土坍落度影响修正系数，取1.15；
所以F=0.22γc t0β1β2V21
=0.22×24×10×1.2×1.15×0.4821
=50.4816KN/m2
F=γc H
=24×3.6
=86.4KN/m2
综上混凝土的最大侧压力F=50.48 KN/m2
有效压头高度为h=F/γc
=50.48/24
=2.1034m 混凝土侧压力的计算分布图见下图：
q=50.48KN/m2
1.2对拉杆的强度的验算
φ16mm螺纹钢对拉杆承受的拉力为
P=F.A。

独立基础模板计算实例篇一：模板计算公式1模板及支撑架摊销量=一次使用量×(1+施工损耗)×[1/周转次数+(周转次数－1)×补损率/周转次数－(1－补损率)50%/周转次数]此公式含有以下几个概念：1、损耗量=一次使用量×(1+施工损耗)×(周转次数－1)×补损率/周转次数周转性材料从第二次使用起，每周转一次后必须进行一定的修补加工才能使用。

每次加工修补所消耗的木材量称为损耗量。

2、周转使用量=一次使用量×(1+施工损耗)/周转次数+损耗量周转使用量是指周转性材料在周转使用和补损的条件下，每周转一次平均所需的木材量。

3、回收量=一次使用量×(1+施工损耗)*(1－补损率)/周转次数回收量是指周转性材料每周转一次后，可以平均回收的数量。

4、摊销量=周转使用量-回收量摊销量是指为完成一定计量单位建筑产品的生产，一次所需要的周转性材料的数量。

5、若公式4用于编制预算定额中的周转性材料摊销量时：（1）回收部分必须考虑材料使用前后价值的变化，应乘以回收折价率。

（2）周转性材料在周转使用过程中施工单位均要投入人力、物力，组织和管理补修模板工作，须额外支付施工管理费。

6、为补偿此项费用和简化计算的采取措施：减少回收量、增加摊销量（1）回收量乘以回收折价率（2）回收量的分母上乘以增加的施工管理费率7、摊销量=周转使用量-回收量*回收折价率/（1+施工管理费率）8、上面公式的50%=回收折价率/（1+施工管理费率），是综合考虑系数。

从网上找了一些资料，你可以看看：周转材料的消耗定额，应该按照多次使用，分次摊销的方法确定。

摊销量是指周转材料使用一次在单位产品上的消耗量，即应分摊到每一单位分项工程或结构构件上的周转材料消耗量。

周转性材料消耗定额一般与下面四个因素有关：①一次使用量：第一次投入使用时的材料数量。

根据构件施工图与施工验收规范计算。

【关键字】模板荷载计算及计算公式小知识1、脚手架参数立杆横距(m): 0.6；立杆纵距(m): 0.6；横杆步距(m): 0.6；板底支撑材料: 方木；板底支撑间距(mm) : 600；模板支架立杆伸出顶层横向水平杆中心线至模板支撑点长度(m):0.2；模板支架计算高度(m): 1.7；采用的钢管(mm): Ф48×3.5；扣件抗滑力系数(KN): 8；2、荷载参数模板自重(kN/m2): 0.5；钢筋自重(kN/m3) : 1.28；混凝土自重(kN/m3): 25；施工均布荷载标准值(kN/m2): 1；振捣荷载标准值(kN/m2): 23、楼板参数钢筋级别: 二级钢HRB 335(20MnSi)；楼板混凝土强度等级: C30；楼板的计算宽度(m): 12.65；楼板的计算跨度(m): 7.25；楼板的计算厚度(mm): 700；施工平均温度(℃): 25；4、材料参数模板类型：600mm×1500mm×55mm钢模板；模板弹性模量E(N/mm2)：210000；模板抗弯强度设计值fm(N/mm2)：205；木材品种：柏木；木材弹性模量E(N/mm2)：9000；木材抗弯强度设计值fm(N/mm2)：13；木材抗剪强度设计值fv(N/mm2)：1.3；Φ48×3.5mm钢管、扣件、碗扣式立杆、横杆、立杆座垫、顶托。

16a槽钢。

锤子、打眼电钻、活动板手、手锯、水平尺、线坠、撬棒、吊装索具等。

脱模剂：水质脱模剂。

辅助材料：双面胶纸、海绵等。

1）荷载计算：（1）钢筋混凝土板自重(kN/m)：q1=(25+1.28)×0.6×0.7=11.04kN/m；（2）模板的自重线荷载(kN/m):q2=0.5×0.6=0.3kN/m ；（3）活荷载为施工荷载标准值(kN)：q3=（1+2）×0.6 =1.8kN；q=1.2×(q1+q2)+1.4×q3=1.2×(11.04+0.3)+1.4×1.8=16.128kN/m2）抗弯强度计算f = M / W < [f]其中f ——模板的抗弯强度计算值(N/mm2)；M ——模板的最大弯距(N.mm)；W ——模板的净截面抵抗矩；W= 5940mm3；[f] ——模板的抗弯强度设计值；M =0.1ql2= 0.100×16.128×0.6×0.6=0.581kN.m故f = 0.581×1000×1000/5940=97.8N/mm2模板的抗弯强度验算f < [f]=205 N/mm2,满足要求!3）挠度计算v =0.677ql4/100EI<[v]=l/150=4mm模板最大挠度计算值v=0.677×（11.04+0.3）×6004/(100×210000×269700)=0.175mm 模板的最大挠度小于[v],满足要求!4）模板支撑方木的计算方木按照均布荷载下两跨连续梁计算。

盖梁支架计算书1.1荷载的计算已知盖梁高度为3.3-2.9m，混凝土容重为2.6KN/m3，Q1=3.3×2.6×10=85.8KN/㎡，Q2=2.9×2.6×10=75.4KN/㎡,模板自重取值为混凝土自重的20%。

Q3=Q1×20%=17.16 KN/㎡,Q4=Q2×20%=15.08 KN/㎡,施工活荷载：人和机械荷载取值为Q5=2.5kPa。

集中荷载F=2.5kN。

荷载组合：集中荷载P=F×1.2=2.5×1.2=3kN。

Pymax=Q1×1.2+Q3×1.2+Q5×1.4=127.05KN/㎡.Pymin=Q2×1.2+Q4×1.2+Q5×1.4=112.08KN/㎡.1.2盖梁底模的计算1.2.1盖梁底模竹胶板计算采用15mm的竹胶板做底模，竹胶板下背肋为10×10cm方木且布置间距均为30cm，背肋下面分配方木为15×10cm方木且间距为60cm。

由前面1.1节所计算总竖向荷载转化成线均布荷载q＝pyMAX×0.6＝127.05×0.6≈76.23KN/m。

在计算时，考虑到模板的连续性，则按照连续梁（三跨连续梁）进行计算。

计算简图如下图1-3所示。

图1-3 模板计算简图根据《路桥施工计算手册》表8-13考虑模板连续性的最大弯矩公式计算，其计算过程如下所示。

Mmax＝q×L2/10＝55.372×0.32/10≈0.686KN.m由于选用的是15mm厚的竹胶板，计算长度按照60cm考虑，其截面抵抗矩w ＝b×h2/6，其计算过程如下所示。

w＝b×h2/6＝600×152/6＝22500mm3σ＝Mmax/w＝6.86×105/22500≈30.49MPa通过以上计算，σ＝30.49MPa<[σ]＝50MPa，其中50MPa为混凝土模板用竹胶合板物理力学指标中（竹胶板在湿状、横向的容许应力）静曲强度最小值，则底板模板的强度满足使用要求。

模板及支撑设计计算本工程最大矩梁长4.2米,截面尺寸为240×400,离地面高2.65米。

模板底楞木和顶撑间距为0.50m。

木材用杉木，f c=10N/mm2(抗压设计值)f v=1.4N/mm2(顺纹抗剪强度值)f m=13 N/mm2(抗弯强度设计值)1、底板计算：（1）荷载计算计算底模承受的荷载：梁的底模设计要考虑四部分荷载：模板自重、新浇混凝土的重量、钢筋的重量及混凝土产生的荷载。

均乘以分项系数1.2，底模25mm厚。

底模板自重 1.2×5×0.025×0.24=0.036kN/m混凝土荷重 1.2×25×0.24×0.40=2.88 kN/m钢筋荷重 1.2×1.0×0.24×0.40=0.115 kN/m振捣混凝土荷载 1.2×2.0×0.24=0.576 kN/mql=3.607 kN/m根据《混凝土结构施工及验收规范》的规定，设计荷载值要乘以γ=0.90的折减系数∴q=0.9q1=0.9×3.607=3.246 kN/m(2)验算底模抗弯承载力底模下面楞木间距为0.50m，底模的计算简图是一个等跨的多跨连续梁，因为模板长度有限，一般可按四等跨连续梁计算，查静力计算表得：M max=-0.121ql2=-0.121×3.246×0.52=-0.098KN*m按下列公式验算M max≤kf mW nkf m=1.3×13=16.9>6.875N/ mm2满足要求。

（3）抗剪强度验算V max=0.561ql=0.561×3.246×0.5=0.91kNmax=3V max /2bh=(3×0.91×103)/(2×240×400)=0.142N/mm2kf v=1.3×1.4=1.82 N/mm2>0.142/mm2满足要求.(4)挠度验算验算挠度时,采用荷载标准值,且不考虑振捣混凝土的荷载.∴允许挠度为q´=0.036+2.88+0.115=3.031kN/mW A=(0.967×q´l4)=0.967×满足要求.2、侧模板计算（1）侧压力计算，梁的侧模强度计算，要考虑振捣混凝土时产生的荷载及新浇混凝土对模板侧面的压力，并乘以分项系数1.2。

扣件钢管楼板模板支架计算书(4米、1.5米、1米、1.2米)现浇钢筋混凝土4米厚顶板板支撑系统验算模板、木方、纵向水平杆、横向水平杆共计算抗弯、抗剪、挠度扣件计算抗滑承载力。

立杆计算稳定性一、计算说明1、荷载及参数（1）箱型设备基础顶板计算厚度，本方案以4.0米厚为依据，其余厚度根据实际情况对支撑系统进行验算并加固;本验算按照4米厚顶板一次浇筑进行计算，相比现场两次施工有较大安全系数。

（2）顶板支撑系统计算高度4.5米;（3）支撑系统材料：面板厚度18mm，剪切强度1.5N/mm2（见模板规范P12）,抗弯强度15.0N/mm2，弹性模量10000.0N/mm2。

（见模板规范P12）木方50×100mm，间距150mm，剪切强度1.6N/mm2，抗弯强度13.0N/mm2，弹性模量9500.0N/mm2。

钢管弹性模量2.06×105 N/mm2，（见脚手架规范P13）模板：木胶合板，自重不大于0.3kn/m2，（见模板规范P14）抗弯强度〔f〕＝15kn 支撑：普通脚手架钢管，截面规格：φ48mm×3.5mm （力学性能见模板规范P30）扣件：可锻铸铁式扣件1）恒荷载（结构自重）模板自重：0.35kn/m2（大于规范更保险）支撑自重： 3.84kg/m（见模板规范P30）钢筋砼自重：25kn/m3（常量）2）活荷载（施工荷载）施工荷载：根据建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范（JGJ 130-2001）表4.2.2中结构脚手架取值为3.0kn/m2（见脚手架规范P11）风荷载：由于本脚手架为箱形基础顶板的支撑系统，箱形基础墙板也已施工完毕，四周已经形成一封闭系统，因此风荷载可予以忽略不计。

二.支撑结构立杆的纵距b=0.450m，立杆的横距l=0.450m，立杆的步距h=1.40m。

扣件计算折减系数取1.00。

支撑结构见附图一。

三.验算（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。

墙模板计算书一、墙模板基本参数计算断面宽度425mm，高度4550mm，两侧楼板厚度150mm。

模板面板采用普通胶合板。

内龙骨间距200mm，内龙骨采用50×100mm木方，外龙骨采用双钢管48mm×3.0mm。

对拉螺栓布置11道，在断面内竖向间距150+400+400+400+400+400+400+400+400+400+400mm，断面跨度方向间距400mm，直径14mm。

面板厚度18mm，剪切强度1.4N/mm2，抗弯强度15.0N/mm2，弹性模量6000.0N/mm2。

木方剪切强度1.3N/mm2，抗弯强度13.0N/mm2，弹性模量9000.0N/mm2。

4550m m模板组装示意图二、墙模板荷载标准值计算强度验算要考虑新浇混凝土侧压力和倾倒混凝土时产生的荷载设计值；挠度验算只考虑新浇混凝土侧压力产生荷载标准值。

新浇混凝土侧压力计算公式为下式中的较小值:其中c——混凝土的重力密度，取24.000kN/m3；t ——新浇混凝土的初凝时间，为0时(表示无资料)取200/(T+15)，取5.714h； T ——混凝土的入模温度，取20.000℃；V ——混凝土的浇筑速度，取2.500m/h；H ——混凝土侧压力计算位置处至新浇混凝土顶面总高度，取4.550m；1——外加剂影响修正系数，取1.000；2——混凝土坍落度影响修正系数，取0.850。

根据公式计算的新浇混凝土侧压力标准值 F1=40.540kN/m2考虑结构的重要性系数0.9，实际计算中采用新浇混凝土侧压力标准值 F1=0.9×40.550=36.495kN/m2考虑结构的重要性系数0.9，倒混凝土时产生的荷载标准值 F2=0.9×4.000=3.600kN/m2。

三、墙模板面板的计算面板为受弯结构,需要验算其抗弯强度和刚度。

模板面板的按照连续梁计算。

面板的计算宽度取4.40m。

荷载计算值 q = 1.2×36.495×4.400+1.40×3.600×4.400=214.870kN/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:截面抵抗矩 W = 237.60cm3；截面惯性矩 I = 213.84cm4；200 200 200214.87kN/mA B计算简图0.6880.859弯矩图(kN.m)17.1925.7821.4921.4925.7817.19变形的计算按照规范要求采用静荷载标准值，受力图与计算结果如下：160.58kN/mA变形计算受力图0.011经过计算得到从左到右各支座力分别为 N 1=17.190kN N 2=47.271kN N 3=47.271kN N 4=17.190kN最大弯矩 M = 0.859kN.m 最大变形 V = 0.136mm (1)抗弯强度计算经计算得到面板抗弯强度计算值 f = 0.859×1000×1000/237600=3.615N/mm 2 面板的抗弯强度设计值 [f]，取15.00N/mm 2； 面板的抗弯强度验算 f < [f],满足要求!(2)挠度计算面板最大挠度计算值 v = 0.136mm面板的最大挠度小于200.0/250,满足要求!四、墙模板内龙骨的计算内龙骨直接承受模板传递的荷载，通常按照均布荷载连续梁计算。

模板支架设计一——受力分析（1）、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》对模板支架计算规定：1)、模板支架立杆轴向力设计值不组合风荷载时：N=1.2∑N Gk +1.4∑N Qk组合风荷载时： N=1.2∑N Gk +0.85×1.4∑N Qk式中 ∑N Gk ——模板支架自重、新浇砼自重与钢筋自重标准值产生的轴向力总和； ∑N Qk ——施工人员及施工设备荷载标准值、振捣砼时产生的荷载标准值产生的轴向力总和。

2)、模板支架立杆的计算长度l 0l 0=h+2a式中h——支架立杆的步距；a——模板支架立杆伸出顶层横向水平杆中心线至模板支撑点的长度。

3)、对模板支架立杆的计算长度l0=h+2a的理解为保证扣件式钢管模板支架的稳定性，规范中支架立杆的计算长度是借鉴英国标准《脚手架实施规范》（BS5975-82)的规定，即将立杆上部伸出段按悬臂考虑，这有利于限制施工现场任意增大伸出长度。

若步高为1.8m，伸出长度为0.3m，则计算长度为l0=h+2a＝1.8+0.6=2.4m，其计算长度系数µ＝2.4/1.8=1.333，比目前通常取µ＝1的值提高33.3%，对保证支架稳定有利。

a.两端铰接b.一端固定一端铰接c.一端固定一端自由（2）、扣件抗滑承载力的计算复核：底模下水平钢管与立杆之间常用单扣件连接。

在标准拧紧力矩为40N.m条件下，扣件钢管模板支架单扣件抗滑实验结论：扣件滑动时加荷1.1~1.2t。

扣件钢管支架的双扣件抗滑试验用钢管扣件搭设模板支架，水平杆将荷载通过扣件传给立杆。

步高在1.8m以内时，其承载力主要由扣件的抗滑力决定。

双扣件抗滑试验表明：扣件滑动：2t扣件抗滑设计：1.2t（保证安全系数）（3）、扣件钢管支模计算实例：预应力大梁1000*2650mm，27m跨。

钢管排架间距600 *600mm1）荷载计算恒载砼：1×2.65×2.4=6.36t/m钢筋：1×2.65×0.25=0.66t/m模板：（1+2.51+2.51) ×0.03=0.18t/m6.36+0.66+0.18=7.2t/m活载：（1+1+1）×0.25=0.75t/m支撑设计荷载：7.2×1.2+0.75×1.4=9.69t/m2）按双扣件抗滑设计梁下按每排5根钢管，横向间距@600，沿梁纵向钢管排架间距亦@600。

钢模板受力计算第一节、计算条件的设定1.1、墙体高度 5.2m,墙厚250mm,混凝土强度C30,重力密度24KN/m3,坍落度12--16cm,浇筑速度1m/h,混凝土入模温度T=25℃,用插入式振捣器捣实。

1.2、模板选用定型大钢模板,穿墙螺栓选用T30x4的锥型螺栓。

1.3.计算依据：1.3.1、《建筑结构荷载设计规范》1.3.2、《建筑工程模板施工手册》1.3.3、《钢结构设计手册》第二节、荷载计算:2.1、墙模板侧向荷载：2.1.1、混凝土侧压力设计值：1）、新浇砼对模板侧压力标准值γc －砼的重力密度，一般取24KN ／M3t0－初凝时间h ，可采用t0＝200／（T ＋15）T －砼的温度25°β1－外加剂影响修正系数，不掺外加剂时取1.0 。

β2－砼坍落度影响修正系数，取1.15F2＝24×5.2=124.8 KN ／M2（取两者较小值）故取F ＝26.4 KN ／M22）、倾倒混凝土水平荷载标准值F=4KN/m2模板强度验算侧压力设计值：F=(26.4×1.2+4×1.4) =38KN/m2 模板刚度验算侧压力设计值：F=26.4+4=30.4KN/m 2,取F=31 KN/m 2,2/4.2611115252002422.0211520022.01m KN V T F =⨯⨯⨯+⨯=⨯⨯⨯+⨯=ββγ第三节、模板验算3.1、面板验算:选取面板区格中四边固结的情况进行计算.查表得:取1mm 宽板带作为计算单元,荷载为:q=38x103x10-6x1=0.038N/mm求支座弯矩:M ox =KM o x xqL 2=-0.0829x0.038x3002=-283.518Nmm 。

M oy =KM o y xqL 2=-0.057x0.038x3002=-194.94Nmm 。

面板截面系数: W=1/6bh 2=1x1x62/6=6mm 3求跨中弯矩:222/996.12300038.00038.0mm N qL k M y my x =⨯⨯==222/8.136300038.004.0mm N ql K M x mx y =⨯⨯==ε=M/w=136.8/6=22.8/N/mm 2面板强度满足要求.3.2、内部横肋的计算（L50x5,@=600mm ）角钢L50x5的参数:W=3.13cm 3,g=3.77kg/m跨中弯矩（两端按简支考虑）M=qL 2/8=22.84x3002/8=256950Nmmε=M/W=256950/（3.13x1000） =82.09N/mm50.0=Ly Lx 057.0.0829.0,0038.0,04.0,00253.0-=-====oy ox KM KM KMy KMx Kw mmN q /84.22100/77.3600038.0=+⨯=内部横肋L50x5的强度满足要求.3.3、竖向纵肋的计算（[8,@=300）竖向纵肋按两端悬臂梁计算槽钢[8的参数:W=25.3cm 3,I=101cm 4,E=2.06x105N/ m 23.3.1、竖向纵肋的强度计算ε=M/Wε=64237.5/（25.3x1000）=25.39N/mm纵肋的强度满足要求.3.3.2、纵肋的刚度验算mmEI ql W 04.0)101011006.2384/(60055)384(54544=⨯⨯⨯⨯⨯⨯==模板允许挠度[W]=L/500=600/500=1.21mm>0.04mm 模板的刚度满足要求.3.4、横向[10槽钢验算（2[10,@=600）槽钢的参数:W=39.7 cm 3,I=396.6cm 4,E=2.06x105N/mm 2按三跨连续梁计算．3.4.1、槽钢的强度验算穿墙杆的最大间距按600mm 考虑,q 设=0.038×600+1.2×2×10/100=23.04N/mmq 标=0.050×600+2×10/100=30.2N/mm根据三跨连续梁弯矩系数表知:1跨跨中弯矩最大.M 1=0.101qL 2=0.101×23.04×6002=837734.4N.mmε= M 1/w=837734.4/（39.7×1000）=21.1N/mm < [ε]=215N/mm 横肋的强度满足要求3.4.2、横肋的刚度验算w=5qL 4/384EI=5×30.2×6004/（384×2.06×105×396.6×104）=0.06mm < [w]=L/500=600/500=1.2mm 横肋的挠度满足要求.第四节、穿墙杆强度的验算穿墙杆选用Ф30的锥型螺栓,小头螺栓直径为25mm.穿墙螺栓最大间距为1050×900mm,混凝土对模板的最大侧压力F=38KN/m2,穿墙螺栓的净截面面积An=3.14*25*25/4=490.63mm2N=38×1.05×0.9=35.91KNσ=N/ An =35910/490.63=73.19N/mm ＜f=215 N/mm (满足要求)所以穿墙杆的强度满足要求.第五节、模板吊钩验算：5.1、设计说明：5.1.1、吊钩为 18圆钢与&12厚钢板焊接而成。

附件三0#1#块支架模板受力计算书第一章计算依据及说明一、计算依据1、XX市XXXX施工设计图（第二册第一分册）2、建筑结构静力计算实用手册（中国建筑工业出版社2009年）3、公路桥涵钢结构及木结构设计规范（JTJ025-86）4、公路桥涵施工技术规范(JTJ041-2000)5、钢结构设计（中国建筑工业出版社2005年）6、铁路桥涵钢筋砼和预应力砼结构设计规范（TB10002.3-2005）7、公路桥涵施工手册（人民交通出版社2004年）8、路桥施工计算手册（人民交通出版社2001年）二、计算说明1、荷载（1）、钢筋砼自重：26KN/m3（2）、模板自重：3KN/m2（3）、施工人员、材料重量：2.5 KN/m2（4）、振捣砼荷载：2 KN/m22、计算原则（1）施工临时结构按容许应力法计算，容许应力按临时结构取值。

（2）T构箱梁的箱型体砼自重部份在荷载计算中分别按均匀分布和模拟箱梁腹板、顶、底板两种形式计算。

计算时荷载取以下两种工况的最大值：①砼浇筑完成，顶板，翼缘板砼荷载由钢管支架传递②拆除外侧模板，未张拉预应力筋前，翼缘板砼荷载由腹板传递。

（3）0#、1#块砼自重分别取其截面平均值。

第二章受力计算第一节、箱型体砼自重按均布荷载计算一、第一种工况:砼浇筑完成，翼缘板砼荷载由钢管支架传递（一）荷载：1、砼自重①、根部箱体（根部截面）＝6.8×7.5-（6.8-1.35×2）×（7.5-1.3-0.9）Ａ１＝29.27 m2②、0#、1#块相接箱体（1-1截面）＝6.8×7.377-（6.8-0.7×2）×（7.377-0.9-0.28）+（0.5×0.25）/2×2 Ａ2+（0.5-0.28）×1.5/2×2+（0.5-0.28+0.9-0.28）×0.65/2×2＝17.701 m2③、1#、2#块相接箱体（2-2截面）＝6.8×7.044-（6.8-0.7×2）×（7.044-0.852-0.28）+（0.5×0.25）/2×2 Ａ3+（0.5-0.28）×1.5/2×2+（0.5-0.28+0.9-0.28）×0.65/2×2＝16.975 m2④、翼缘板（单侧）A 4 =（0.18+0.5）× 2.525/2+ (0.5+0.9) ×0.80/2 =1.419 m 2⑤、0#块箱体ｑ1=（29.27+17.701）/2×26/6.8=89.8 KN/m 2 ⑥1#块箱体ｑ2=（17.701+16.975）/2×26/6.8=66.3 KN/m 2 ⑦翼缘板（单侧）ｑ3=1.419×26/（2.525+0.8）=11.1 KN/m 2 2、模板自重： ｑ4=3.0 KN/m 2 3、施工人员，材料重量①、ｑ5=2.5 KN/m 2 (计算小楞，模板) ②、ｑ5=1.5 KN/m 2 (支承小楞的梁) ③、ｑ5=1.0 KN/m 2 (支架) 4、振捣砼荷载 ｑ6=2.0 KN/m 2（二）模板及小楞：1、箱底模板竹胶模板：厚1.8cm [σ]＝70Mpa E=5.0 × 103 Mpa （1）0#块 ① 箱体ｑ=89.8+3.0+2.5+2.0=97.3 kN/m 2 楞木间距 20cm M=101×97.3×0.22=0.39 KN.m σ=0.39/（61×100×1.82 ）=7.2Mpa<[σ]=70Mpa677.0 f ×(89.8+3.0)×0.2×203/（121×100×1.83×5.0×103） =0.414mm<[f ]=0.5mm ②翼缘板采用钢模板（不再检算）（2）1#块砼比0#块砼小，采用与0#块相同模板、楞木间距，（不再检算） 2、小楞材质，广东松，〔σ〕=12.0Mpa E=9.0 x 103Mpa 截面：10 ×10cm 跨度 45cm 以 0#块计算ｑ1=97.3 kN/m 2 (验算强度) ｑ1=92.8 kN/m 2 (验算刚度) M=101×97.3× 0.2 × 0.452=0.394KN.m σ=0.394/（61× 10 ×102 ）=2.4Mpa<[σ]=12.0Mpa677.0=f ×92.8 × 0.2 ×0.45 × 453/（121×10×103 × 9.0 × 103） =0.086mm<[f ]=1.125mm(三)、支承结构： 1、支承小楞的梁(箱型体)支承小楞的梁采用工20a ，Wx=237cm 3 A=35.6cm 2 自重0.28KN/m ，间距45cmq 1=（89.8+3.0+1.5+2.0）×0.45+0.28=43.6 KN/m q 2=（66.3+6.5）×0.45+0.28=33.0 KN/m q 3=1.5×0.45+0.28=1.0KN/m M 0=-0.87 KN.m1-i M iiI l -+2i M （i i I l +11++i i I L ）+i M +11++i i I L =-6（i i I B φ+11++i i I A φ） 列弯矩方程-2.0×0.87 + 21M (2.0 + 2.3) = -6(B1Φ+ A2Φ) β1Φ=246.43×30.2-246.10×30.2×2)2001302(-×2)200130(=11.8A2Φ=2433×33.2-2432×33.2×])230110(2[2-×2)230110(=10.2 -1.74 + 8.61M = -132.01M =-15.1KN.mR=0.2×43.6+(0.7×43.6×1.65+1.3×33×0.65)/2+0.87/2- 15.1/2=40.7 KN1R=(0.7×43.6×0.35+1.3×33×1.35)/2+(1.2×33×1.7+1.1×1×0.55)/2.3+ 15.1/2 + 15.1/2.3-0.87/2=77.5KN2R=(1.2×33×0.6+1.1×1.75)/2.3-15.1/2.3=4.6KNσ=15.1 KN.m/237=63.7MPa＜[σ]=170MPa2、支承主梁（翼缘板）支承主梁采用工20a，Wx=237cm3 A=35.6cm2自重0.28KN/m，间距125cm翼缘板底模采用钢模，Ф48×3.5mm钢管碗扣支架支承，支架间距90×90cm每立杆受力 (立杆自重1.2KN)P=(11.1+6.5)×0.81+1.2=15.5K(1)支架立杆下支承梁采用工10，Wx=49cm3 q=0.11KN/m按简支梁计算M=1/4p +1/8q 2=15.5/0.81+1/8×0.11×1.02=3.9 KN.mσ=3.9KN.m/49=79.6MPa＜[σ]=170MPa(2)分配梁采用工20a，Wx=237cm3 A=35.6cm2分配梁集中荷载R1R1=15.5+2+15.5×0.1/1.0+1.25×0.11×1.0=18.7KNM=1/4p +1/8q 2=18.7/4*1.25+1/8×0.28×1.252=5.90 KN.mσ=5.90KN.m/237=24.9MPa＜[σ]=170MPa(3)支承主梁将立杆集中荷载转化为均布荷载ｑ1=15.5/0.81×1.25+(0.11/0.9+0.28/1)×1.25=24.4KN/mｑ2=(1.5+0.28/1+0.11/0.9)×1.25=2.4KN/m计算得：M 1=M4=1.1×2.4×1.75+1.2×24.4×0.6=-22.1 KN.m-22.1×2.0+2M 2×(2.0+3.6)+3.6M 3=-6(B1Φ+ A2Φ) β1Φ=244.24×30.2=8.1 A2Φ=244.24×36.3=47.4 -44.2+14.8 M 2=-333.0 M 2=M 3=-19.5 KN.mR 1=R 4=1.1×2.4+1.2×24.4+1.0×24.4+22.1/2.0-19.5/2=57.6KN R 2=R 3=(1.0+1.8)×24.4+(19.5-22.1)/2.0=67.0KN σ=22.1KN.m/237=93.2MPa ＜[σ]=170MPa 3、柱顶横梁（1） 横梁1采用2工45a Wx=2×1430cm 3q 自=2×0.8=1.6 KN/m q 1=40.7/0.45+1.6=92.0 KN/m q 2=67.0/1.25+1.6=55.2KN/m M 0=-55.2×2.352/2=-152.4KN.m-1.4×152.4 + 2 M 1 (1.4 + 3.0)+3.0 M 2 = -6(B1Φ+ A2Φ) 3.0 M 1+2 M 2×(3.0+3.0)+3.0 M 3=-6(B2Φ+ A3Φ) β1Φ=240.92×34.1-242.5592-×34.1×])14040(2[2-×2)14040(=9.8A2Φ= B2Φ=A3Φ=2492×33=103.5 -213.4+ 2 M 1 (1.4 + 3.0)+3.0 M 2= -679.8 8.8 M 1 +3.0M 2=-466.4 ………(1) M 1 +2.0M 2=-207.0 ………(2) M 1=-21.4KN.m M 2=-92.8KN.mR 0=R 4=2.35×55.2+(1.0×55.2×0.9+0.4×92.0×0.2)/1.4+152.4/1.4-21.4/1.4=264KN R 1=R 3=(1.0×55.2×0.5+0.4×92.0×1.2)/1.4+1.5×92.0+(21.4-152.4)/1.4+ (21.4-92.8)/3.0=71.9KNR 2=3.0×92.0+2×(92.8-21.4)/3.0=323.6KNσ=152.4KN.m/2×1430=53.3MPa ＜[σ]=170MPa （2） 横梁2，选用3工45a ，Wx=3×1430cm 3q 1=77.5/0.45+2.4=174.6KN/m q 2=57.6/1.25+2.4=48.5KN/m M 0= M 4=-48.5×2.352/2=-133.9KN.m-1.4×133.9 + 2 M 1 (1.4 + 3.0)+3.0 M 2 = -6(B1Φ+ A2Φ) 3.0 M 1+2 M 2×(3.0+3.0)+3.0 M 3=-6(B2Φ+ A3Φ) β1Φ=245.48×34.1-245.486.174 ×34.1×(2-2)14040×2)14040(=9.0A2Φ= B2Φ=A3Φ=246.174×33=196.4 8.8 M 1 +3.0M 2=-1232.6+187.5 ………(1) M 1 +2.0M 2=-392.8 ………(2) M 1=-62.5KN.m M 2=-165.2KN.mR 0=R 4=2.35×48.5+(1.0×48.5×0.9+0.4×174.6×0.2)/1.4+(133.9-62.5)/1.4 =206.2KNR 1=R 3=(1.0×48.5×0.5+0.4×174.6×1.2)/1.4+1.5×174.6+(62.5-133.9)/1.4+ (62.5-165.2)/3.0=253.9KR 2=3.0×174.6+2×(165.2-62.5)/3.0=592.2KN σ=165.2KN.m/3×1430=38.5MPa ＜[σ]=170MPa （4）横梁3，选用工45a ，Wx=1430cm 3 q 自=0.8 KN/mq 1=4.6/0.45+0.8=11.0 KN/mq 2=(1.1×2.4×1.75+1.22×24.4)/(2.3×1.25)+0.8=14.6KN/m M 0=M 2=11.0×0.4×0.2+14.6×3.35×(3.35/2+0.4)=-102.3KN.m -3.0×102.3 + 2 M 1 (3.0+ 3.0)-3.0×102.3 = -6(B1Φ+ A2Φ) A2Φ= B1Φ=24.11×33=12.4 12M 1=-148.8+613.8 M 1=38.8KN.m R 1=0KNR 0=R 2=3.35×14.6+3.4×11.0=86.3KNσ=102.3KN.m/1430=71.5MPa ＜[σ]=170MPa二、第二种工况:拆除内、外侧模板，未张拉预应力筋前，翼缘板砼荷载由腹板传递（一）荷载：１、砼自重面积计算见第一种工况的（1）（2）（3）（4）（5）、0#块箱体ｑ1=（29.27+17.701）/2×26/6.8+1.419×2×26/6.8=100.65 KN/m 2（6）、1#块箱体ｑ2=（17.701+16.975）/2×26/6.8+1.419×2×26/6.8=77.15KN/m 22模板自重、施工人员，材料重量等荷载合计：ｑ3=6.5 KN/m 2(二)、模板及小楞：只计算小楞材质，广东松，〔σ〕=12.0Mpa E=9.0 x 103Mpa截面：10 ×10cm 跨度 45cm以 0#块计算ｑ1=100.65+6.5=107.2 kN/m 2 (验算强度)ｑ1=100.65+3.0=103.7 kN/m 2 (验算刚度)M=101 ×107.5× 0.2 × 0.452=0.43KN.m σ=0.43/（61× 10 ×102 ）=2.6Mpa<[σ]=12.0Mpa 刚度不再检算(三)、支承结构：1、支承小楞的梁(箱型体)支承小楞的梁采用工20a ，Wx=237cm 3 A=35.6cm 2自重0.28KN/m ，间距45cmq 1=107.2×0.45+0.28=48.5 KN/mq 2=（77.2+6.5）×0.45+0.28=37.9 KN/mq 3=1.5×0.45+0.28=1.0KN/mM 0=-48.5×0.22/2=-0.97 KN.m列弯矩方程-2.0×0.97 + 21M (2.0 + 2.3) = -6(B1Φ+ A2Φ)β1Φ=245.48×30.2-246.10×33.1×2×2)2001302(-=13.5 A2Φ=249.37×33.2-249.36×21.1×3.2×])230110(2[2-=11.9 8.61M = -152.4+1.941M =-17.5KN.m0R =0.2×48.5+(0.7×48.5×1.65+1.3×37.9×0.65)/2+0.97/2- 17.5/2=45.4 KN 1R =(0.7×48.5×0.35+1.3×37.9×1.35)/2+(1.2×37.9×1.7+1.1×1×0.55)/2.3+ 8.3+ 17.5/2.3=89.0KN2R =(1.2×37.9×0.6+1.1×1.75)/2.3-17.5/2.3=5.1KNσ=17.5 KN.m/237=73.84MPa ＜[σ]=170MPa2、支承主梁翼缘板支承主梁采用工20a ，Wx=237cm 3 A=35.6cm 2自重0.28KN/m每立杆受力 (立杆自重1.2KN)P=3.0×0.81+1.2=3.6KN将立杆集中荷载转化为均布荷载ｑ1=3.6/0.81×1.25+(0.11/0.9+0.28/1)×1.25=6.1KN/mｑ2=(1.5+0.28/1+0.11/0.9)×1.25=2.4KN/m计算得：M 1=M 4=1.1×2.4×(0.55+1.2)+1.2×6.1×0.6=-9.0 KN.m-9.0×2.0+2M 2×(2.0+3.6)+3.6M 3=-6(B1Φ+ A2Φ)β1Φ=241.6×30.2=2.0 A2Φ=241.6×36.3=11.1 -18.0+14.8 M 2=-78.6M 2=M 3=-4.1 KN.mR 1=R 4=1.1×2.4+1.2×6.1+1.0×6.1+(9.0-4.1)/2.0=18.5KNR 2=R 3=(1.0+1.8)×6.1+(4.1-9.0)/2.0=14.5KNσ=9.0KN.m/237=38.0MPa ＜[σ]=170MPa3、柱顶横梁（1）横梁1采用2工45aWx=2×1430cm 3q 自=2×0.8=1.6 KN/mq 1=45.4/0.45+1.6=102.5 KN/mq 2=14.5/1.25+1.6=13.2KN/mM 0=-13.2×2.352/2=-36.4KN.m-1.4×36.4 + 2 M 1 (1.4 + 3.0)+3.0 M 2 = -6(B1Φ+ A2Φ)3.0 M 1+2 M 2×(3.0+3.0)+3.0 M 3=-6(B2Φ+ A3Φ)β1Φ=242.13×34.1-245.1022.13-×24.0×1.4×2)140402(-=4.0 A2Φ= B2Φ=A3Φ=245.102×33=115.3 -51.0+8.8 M 1 +3.0M 2=-715.8 (1)M 1 +2.0M 2=-230.6 (2)M 1=-43.7KN.mM 2=-93.5KN.mR 0=R 4=2.35×13.2+(1.0×13.2×0.9+0.4×102.5×0.2)/1.4-43.7/1.4+36.4/1.4=40.1KNR 1=R 3=(1.0×13.2×0.5+0.4×102.5×1.2)/1.4+1.5×102.5+5.2+(43.7-93.5)/3.0=182.2KNR 2=3.0×102.5+2×(93.5-43.7)/3.0=340.7KNσ=93.5KN.m/2×1430=32.7MPa ＜[σ]=170MPa（2）横梁2，选用3工45a ，Wx=3×1430cm 3q 1=89.0/0.45+2.4=200.2KN/mq 2=18.5/1.25+2.4=17.2KN/mM 0= M 4=-17.2×2.352/2=-47.5KN.m-1.4×47.5 + 2 M 1 (1.4 + 3.0)+3.0 M 2 = -6(B1Φ+ A2Φ)3.0 M 1+2 M 2×(3.0+3.0)+3.0 M 3=-6(B2Φ+ A3Φ)β1Φ=242.17×34.1-242.2002.17-×24.0×1.4×2)140402(-=7.0A2Φ= B2Φ=A3Φ=242.200×33=225.2 8.8 M 1 +3.0M 2=-1393.2+66.5 (1)M 1 +2.0M 2=-450.4 (2)M 1=-89.2KN.mM 2=-180.6KN.mR 0=R 4=2.35×17.2+(1.0×17.2×0.9+0.4×200.2×0.2)/1.4+(47.3-89.2)/1.4=33.0KNR 1=R 3=(1.0×17.2×0.5+0.4×200.2×1.2)/1.4+1.5×200.2+29.9+(89.2-180.6)/3.0=374.5KNR 2=3.0×200.2+2×(180.6-89.2)/3.0=661.6KNσ=180.6KN.m/3×1430=42.1MPa ＜[σ]=170MPa（3）横梁3，选用工45a ，Wx=1430cm 3q 自=0.8 KN/mq 1=5.1/0.45+0.8=12.1 KN/mq 2=(1.1×2.4×1.75+1.22/2×6.1)/ 2.3+0.8×1.15=4.2KN/mM 0=M 2=12.1×0.4×0.2+4.2×3.35×(3.35/2+0.4)=-30.1KN.m-3.0×30.1+ 2 M 1 (3.0+ 3.0)-3.0×30.1 = -6(B1Φ+ A2Φ)A2Φ= B1Φ=241.12×33=13.6 12M 1=-163.2+180.6M 1=1.5KN.mR 1=0KNR 0=R 2=3.35×4.2+3.4×12.1=55.2KNσ=30.1KN.m/1430=21.0MPa ＜[σ]=170MPa第二节箱梁砼自重按模拟箱梁计算一、第一种工况:砼浇筑完成，翼缘板砼荷载由钢管支架传递（一）荷载：１、砼自重(1)根部截面腹板:A1＝1.35×7.5×2＝20.25 m2翼缘板：A2=2×1.419=2.84 m²顶、底板： A3=29.27-20.25=9.02m²(2) 0#、1#块相接断面(1-1截面)腹板：A1=2×7.377×0.7=10.33 m²顶、底板：A3=17.701-10.33=7.37 m²(3) 1#、2#块相接断面(2-2截面)腹板：A1=2×7.044×0.7=9.86 m²顶、底板：A3=16.975-9.86=7.12 m²(4)、块体砼自重：①、0#块(1)、腹板：q0=(20.25+10.33)/2×26/(0.7+1.35)=193.9KN/ m²(2)翼缘板：q0=2.84×26/2×(2.525+0.8)=11.1KN/m²(3)顶、底板：q0=(14.27+7.37)×26/2×(6.8-2.05)=44.9KN/m²②、1#块(1)、腹板：q1=(10.33+9.86)×26/1.4×2=187.4KN/ m²(2)顶、底板：q1=(7.37+7.12)×26/2×5.4=34.9KN/ m²2、其余荷载合计：q=3.0+1.5+2.0=6.5 KN/ m²(二)、模板及小楞1、模板及小楞按第一节的结构形式，不再检算(三)、支承结构：1、支承小楞的梁(1)、腹板支承小楞的梁采用工20a ，Wx=237cm 3 A=35.6cm 2自重0.28KN/m ，间距30cmq 1=（193.9+6.5）×0.3+0.28=60.4 KN/mq 2=（187.9+6.5）×0.3+0.28=58.6 KN/mq 3=1.5×0.3+0.28=0.73KN/mM 0=-60.4×0.22/2=-1.2KN.m1-i M i i I l -+2i M （i i I l +11++i i I L ）+i M +11++i i I L =-6（i i I B φ+11++i i I A φ） 列弯矩方程-2.0×1.2 + 21M (2.0 + 2.3) = -6(B1Φ+ A2Φ)β1Φ=244.60×30.2-248.1×30.2×2)2001302(-×2)200130(=19.6 A2Φ=246.58×33.2-249.57×33.2×])230110(2[2-×2)230110(=17.8 -2.4 + 8.61M = -224.41M =-25.8KN.m0R =0.2×60.4+(0.7×60.4×1.65+1.3×58.6×0.65)/2+1.2/2- 25.8/2=59.4 KN 1R =(0.7×60.4×0.35+1.3×58.6×1.35)/2+(1.2×58.6×1.7+1.1×0.73×0.55)/2.3+ 25.8/2.3+25.8/2 -1.2/2=134.5KN2R =(1.2×58.6×0.6+1.1×0.73×1.75)/2.3-25.8/2.3=7.8KNσ=25.8KN.m/237=100.9MPa ＜[σ]=170MPa（2）顶、底板支承主梁采用工20a ，Wx=237cm 3 A=35.6cm 2自重0.28KN/m ，间距45cmq 1=（44.9+6.5）×0.45+0.28=23.4 KN/mq 2=（34.9+6.5）×0.45+0.28=18.9 KN/mq 3=1.5×0.45+0.28=1.0KN/mM 0=-23.4×0.22/2=-0.47KN.m列弯矩方程-2.0×0.47+ 21M (2.0 + 2.3) = -6(B1Φ+ A2Φ)β1Φ=244.23×30.2-245.4×30.2×2)2001302(-×2)200130(=6.8 A2Φ=249.18×33.2-249.17×33.2×])230110(2[2-×2)230110(=5.9 -0.94 + 8.61M = -89.41M =-8.8KN.m0R =0.2×23.4+(0.7×23.4×1.65+1.3×18.9×0.65)/2+0.47/2- 8.8/2=22.0 KN 1R =(0.7×23.4×0.35+1.3×18.9×1.35)/2+(1.2×18.9×1.7+1.1×1.0×0.55)/2.3+8.8/2.3+8.8/2 -0。

箱梁模板计算书一、20米箱梁钢模板受力验算箱梁按模板上下对拉（如下图）模板受到的混凝土侧压力计算：F=0.22γc t0β1β2v1/2F=γcHF—新浇筑混凝土对模板的最大侧压力（kN/m2）γc—混凝土的重力密度（kN/m3），取值25，T为混凝土的温度t0—新浇筑混凝土的初凝时间，t0=200（T+15）0C。

取值25。

V—混凝土的浇筑速度（m/h），按1m/h计算。

（浇筑一片梁约3小时）H—混凝土侧压力计算位置处至新浇筑混凝土顶面的总高度（m），按1.2米计算。

β1—外加剂影响修正系数1.0，（不掺外加剂考虑取值1）。

β2—混凝土坍落度影响修正系数，按50～90mm考虑取值1。

F=0.22×25×5×1.0×1×11/2=27.5kN/m 2 F=25×1.2=30kN/m 2取二者中的较小值，F=27.5kN/m 2作为计算值，并考虑振动荷载4kN/m 2，则：总侧压力F=27.5*1.2+4*1.4=38.6kN/m 2侧模验算（一）面板验算： 1、强度验算：按简支梁进行验算：l=300mm取1mm 宽的板条作为计算单元，荷载为： q=0.0386×1=0.0386N/mm最大弯矩：M max =18ql 2=18×0.0386×3002=434.25N·mm面板的截面系数：W=16bh 2=16×1×62=6mm 3应力为：σmax =M max W=434.256=72.375N/mm 2<215 N/mm 2可满足要求 2、挠度验算：板的计算最大挠度：V max =K·Fl 4B 0板的刚度：B 0=Eh 312（1−ν2）F —新浇筑混凝土对模板的最大侧压力（kN/m 2） L —计算面板的短边长度(mm)E —钢材的弹性模量，取E=2.1×105MPa h —钢板的厚度（mm ） ν—钢板的泊松系数，ν=0.3 K —挠度计算系数，取0.0016 B 0=Eh 312（1−ν2）=2.1×105×5312×（1−0.32）=24.02×105 N·mmV max =K·Fl 4B 0=0.0016×0.0386×300424.02×10=0.2mmV max l=0.2300<1500，满足要求。

预制梁台座验算说明： 30mT 形梁预制台座：一、计算参数：1、预制场地基容许承载力[]　σ≥400Kpa ； 2、台座混凝土R ≥50Mpa ；3、台座尺寸：（（1.4*0.6+（0.6+0.52）*1.1/2）*2+25*0.52）*0.3 =15.912*0.3=4.3368m34、梁体钢筋混凝土自重：2.6*（0.909*30+5.261）=84.58 t5、模板自重：7.5t6、扩大基础尺寸：1.6*0.5*30.4=24.32m37、活载：800kg二、承载力验算（1）、地基按均布荷载计算：M=4.3368*2.6+84.58+7.5+24.32*2.4+0.8=162.52tP=M/S=162.52*103*9.8/(1.6*30.4)=32.7KpaP ﹤地基容许承载力[]　σ，因此地基承载力符合要求。

（2）、梁端基础承载力验算计算参数：1、梁端基础尺寸：1.6*2*0.5=1.6m32、C25钢筋混凝土 P=21M ÷S =（84.58/2+（1.6*2.4））*9.8*103/（1.6*2）=141 KpaP﹤地基容许承载力[]　σ，因此地基承载力符合要求。

（3）台座刚度验算台座宽度与马蹄宽度一致，混凝土标号相同，可不进行刚度和剪力验算。

（4）地基沉降地基沉降量不进行精确计算，按设计3mm观测控制。

说明： 41mT形梁预制台座：一、计算参数：1、预制场地基容许承载力[]　σ≥400Kpa；2、台座混凝土R≥50Mpa；3、台座尺寸：（（1.6*0.7+（0.7+0.52）*1.55/2）*2+34.7*0.52）*0.3=6.6525m34、梁体钢筋混凝土自重：2.6*（0.962*41+8.27）=124.05t5、模板自重：13.5t6、扩大基础尺寸：1.6*0.5*41.4=33.12m37、活载：800kg二、承载力验算（1）、地基按均布荷载计算：M=6.6525*2.6+124.05+13.5+33.12*2.4+0.8=235.13tP=M/S=235.13*103*9.8/(1.6*41.4)=34.8KpaP﹤地基容许承载力[]　σ，因此地基承载力符合要求。

模板计算一、模板构造模板采用厚度为6mm的定型钢模，横肋间距为350mm、纵肋间距为450mm，横肋采用尺寸为80mm*10mm、厚为6mm的钢板，上面加焊同样尺寸的盖板以加强模板刚度，形成T形结构。

横向侧模之间采用对拉螺栓固定。

纵向侧模外用钢管固定。

模板具体设计构造见模板设计图纸，附后。

二、荷载计算1、竖向荷载根据《路桥施工计算手册》相关内容，荷载取值如下：（1）新浇混凝土自重：按配筋量大于2%算取26kN/m3。

（2）模板重量：取0.75 kN/m2。

（3）倾倒混凝土时产生的冲击力：取2.0kPa。

（4）振捣混凝土产生的荷载：取2.0kPa。

（5）人员、机具材料堆放等荷载：计算模板时取2.5kPa。

2、水平荷载根据《公路桥涵施工技术规范》（JTJ041-2000）推荐的模板侧压力计算公式：Pm=4.6v1/4式中：v——混凝土的浇筑速度，m/h。

混凝土浇筑速度取3m/h。

盖梁混凝土浇筑侧压力为：6.05kPa。

三、底模验算图一图示圆弧段即为收荷载最大的位置，讲圆弧型荷载偏安全的转化为直线段计算。

此部分总荷载值如下：（1）新浇混凝土荷载：26kN/m3×3.4m×1.3m（按荷载较大的B形桥墩宽计算）×4.8m=551.616 kN（2）模板重量：0.75 kN/m2×4.8m×（3.4m+3.4m）=24.48 kN（3）倾倒混凝土时产生的冲击力：2.0kPa×1.3m×3.4m=8.84 kN（4）振捣混凝土产生的荷载：2.0kPa×1.3m×3.4m=8.84 kN（5）人员、机具材料堆放等荷载：1.0kPa×1.3m×3.4m=4.42 kN总荷载值为：N=（1）+（2）+（3）+（4）+（5）+（6）= 612.83 kN 化为均布荷载大小为：P=N/（1.7*∏*1.3）=88kPa。

梁模板（扣件式）计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ 130－20113、《混凝土结构设计规范》GB50010-20104、《建筑结构荷载规范》GB 50009-20125、《钢结构设计规范》GB 50017-2003一、工程属性三、模板体系设计平面图剖面图四、面板验算面板类型覆面木胶合板面板厚度(mm) 18面板抗弯强度设计值[f](N/mm2) 15 面板弹性模量E(N/mm2) 10000W＝bh2/6=1000×18×18/6＝54000mm3，I＝bh3/12=1000×18×18×18/12＝486000mm4q1＝0.9max[1.2(G1k+ (G2k+G3k)×h)+1.4Q2k，1.35(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×0.7Q2k]×b=0.9max[1.2×(0.1+(24+1.5)×0.8)+1.4×2，1.35×(0.1+(24+1.5)×0.8)+1.4×0.7×2]×1＝26.672kN/mq1静＝0.9×1.35×[G1k+(G2k+G3k)×h]×b＝0.9×1.35×[0.1+(24+1.5)×0.8]×1＝24.908kN/mq1活＝0.9×1.4×0.7×Q2k×b＝0.9×1.4×0.7×2×1＝1.764kN/mq2＝(G1k+ (G2k+G3k)×h)×b=[0.1+(24+1.5)×0.8]×1＝20.5kN/m1、强度验算M max＝0.125q1L2＝0.125q1l2＝0.125×26.672×0.152＝0.075kN·mσ＝M max/W＝0.075×106/54000＝1.389N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.521q2L4/(100EI)=0.521×20.5×1504/(100×10000×486000)＝0.011mm≤[ν]＝l/250＝150/250＝0.6mm满足要求！3、支座反力计算设计值(承载能力极限状态)R1=R3=0.375 q1静l +0.437 q1活l=0.375×24.908×0.15+0.437×1.764×0.15＝1.517kN R2=1.25q1l=1.25×26.672×0.15＝5.001kN标准值(正常使用极限状态)R1'=R3'=0.375 q2l=0.375×20.5×0.15＝1.153kNR2'=1.25q2l=1.25×20.5×0.15＝3.844kN五、小梁验算小梁类型方木小梁材料规格(mm) 50×100小梁抗弯强度设计值[f](N/mm2) 15.44 小梁抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 1.78小梁弹性模量E(N/mm2) 9350 小梁截面抵抗矩W(cm3) 83.33小梁截面惯性矩I(cm4) 416.67q1＝max{1.517+0.9×1.35×[(0.3-0.1)×0.3/2+0.5×(0.8-0.12)]+0.9max[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12 )+1.4×2，1.35×(0.5+(24+1.1)×0.12)+1.4×0.7×2]×max[0.45-0.3/2，(0.9-0.45)-0.3/2]/2×1，5.001+0.9×1.35×(0.3-0.1)×0.3/2}=5.037kN/mq2＝max[1.153+(0.3-0.1)×0.3/2+0.5×(0.8-0.12)+(0.5+(24+1.1)×0.12)×max[0.45-0.3/2，(0.9-0.45)-0.3/2]/2×1，3.844+(0.3-0.1)×0.3/2]＝3.874kN/m1、抗弯验算M max＝max[0.107q1l12，0.5q1l22]＝max[0.107×5.037×0.92，0.5×5.037×0.32]＝0.437kN·mσ＝M max/W＝0.437×106/83330＝5.239N/mm2≤[f]＝15.44N/mm2满足要求！2、抗剪验算V max＝max[0.607q1l1，q1l2]＝max[0.607×5.037×0.9，5.037×0.3]＝2.752kNτmax＝3V max/(2bh0)=3×2.752×1000/(2×50×100)＝0.826N/mm2≤[τ]＝1.78N/mm2满足要求！3、挠度验算ν1＝0.632q2l14/(100EI)＝0.632×3.874×9004/(100×9350×4166700)＝0.412mm≤[ν]＝l/250＝900/250＝3.6mmν2＝q2l24/(8EI)＝3.874×3004/(8×9350×4166700)＝0.101mm≤[ν]＝l/250＝300/250＝1.2mm满足要求！4、支座反力计算梁头处(即梁底支撑小梁悬挑段根部)承载能力极限状态R max＝max[1.143q1l1，0.393q1l1+q1l2]＝max[1.143×5.037×0.9，0.393×5.037×0.9+5.037×0.3]＝5.182kN同理可得，梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R1＝R3＝2.997kN，R2＝5.182kN正常使用极限状态R'max＝max[1.143q2l1，0.393q2l1+q2l2]＝max[1.143×3.874×0.9，0.393×3.874×0.9+3.874×0.3]＝3.985kN同理可得，梁底支撑小梁所受最大支座反力依次为R'1＝R'3＝2.623kN，R'2＝3.985kN六、主梁验算主梁类型方木主梁材料规格(mm) 50×100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[τ](N/mm2) 125主梁截面惯性矩I(cm4) 416.67 主梁截面抵抗矩W(cm3) 83.331、抗弯验算主梁弯矩图(kN·m)σ＝M max/W＝0.25×106/83330＝2.997N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！2、抗剪验算主梁剪力图(kN)V max＝2.554kNτmax＝3V max/(2bh0)=3×2.554×1000/(2×50×100)＝0.766N/mm2≤[τ]＝125N/mm2 满足要求！3、挠度验算主梁变形图(mm)νmax＝0.002mm≤[ν]＝l/250＝450/250＝1.8mm满足要求！4、扣件抗滑计算R＝max[R1,R3]＝0.443kN≤1×8=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！同理可知，左侧立柱扣件受力R＝0.443kN≤1×8=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！七、立柱验算顶部立杆段：l01=kμ1(h d+2a)=1×1.386×(1500+2×200)=2633.4mm非顶部立杆段：l02=kμ2h =1×1.755×1500=2632.5mmλ=l0/i=2633.4/15.9=165.623≤[λ]=210长细比满足要求！1、风荷载计算M w＝0.9×1.4×ωk×l a×h2/10＝0.9×1.4×0.18×0.9×1.52/10＝0.046kN·m2、稳定性计算根据《建筑施工模板安全技术规范》公式5.2.5-14，荷载设计值q1有所不同：1)面板验算q1＝[1.2×(0.1+(24+1.5)×0.8)+0.9×1.4×2]×1＝27.12kN/m2)小梁验算q1＝max{1.394+(0.3-0.1)×0.3/2+[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×max[0.45-0.3/2，(0.9-0.45)-0.3/2]/2×1，5.085+(0.3-0.1)×0.3/2}=5.115kN/m同上四～六计算过程，可得：R1＝0.424kN，R2＝10.155kN，R3＝0.425kN顶部立杆段：l01=kμ1(h d+2a)=1.185×1.386×(1500+2×200)=3120.579mmλ1＝l01/i＝3120.579/15.9＝196.263，查表得，φ1＝0.188立柱最大受力N w＝max[R1+N边1，R2，R3+N边2]+M w/l b＝max[0.424+[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×(0.9+0.45-0.3/2)/2×0.9，10.155，0.425+[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×(0.9+0.9-0.45-0.3/2)/2×0.9]+0.046/0.9＝10.257kNf＝N/(φA)+M w/W＝10256.988/(0.188×424)+0.046×106/4490＝138.904N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！非顶部立杆段：l02=kμ2h =1.185×1.755×1500=3119.512mmλ2＝l02/i＝3119.512/15.9＝196.196，查表得，φ2＝0.188立柱最大受力N w＝max[R1+N边1，R2，R3+N边2]+0.15×(9.3-0.8)+M w/l b＝max[0.424+[1.2×(0.75+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×(0.9+0.45-0.3/2)/2×0.9，10.155，0.425+[1.2×(0.75+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×(0.9+0.9-0.45-0.3/2)/2×0.9]+1.275+0.04 6/0.9＝11.481kNf＝N/(φA)+M w/W＝11480.958/(0.188×424)+0.046×106/4490＝154.259N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！八、可调托座验算230kN满足要求！。