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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。
附录：模板力学计算书（一）顶板模板计算楼板厚度150mm和100mm，模板板面采用15mm高强度层板，次龙骨采用50×100mm，E=104/mm2，I=bh3/12=50×1003/12=4.16×104mm4方木主龙骨采用100×100mm方木。
1.1（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：2.5KN/m2楼板按100mm厚算荷载标准值：F1=0.3+24×0.1+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=8.06KN楼板按150mm厚算荷载标准值：F3=0.3+24×0.15+1.1+2.5=7.5KN荷载标准值：F4=(0.3+24×0.15+1.1) ×1.2+2.5×1.4=9.5KN(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，次龙骨作为梁支点按三跨连续考虑，梁宽取200mm1）板厚按150mm算则最大弯距：M max=0.1q1l12最大挠度：U max=0.667q1l14 /(100EI)其中线荷载设计值q1=F4×0.2=9.5×0.2=1.9KN/m按面板的抗弯承载力要求：M max=0.1q1l12=[f w w]=1/6fwbh2=0.1×1.9×l12=1/6f w bh2l1=[(1/6×30×200×152)/(0.1×1.9)]0.5=529.6按面板的刚度要求，最大变形值为模板结构的1/250U mas=0.677q2l14/(100EL)=l1/250L1'=[(100×104×4.16×104)/(1.9×0.677×250)]1/3=462.77mm 2）板厚按100mm算则最大弯距：M max=0.1q2l22最大挠度：Umax=0.667q2l24/(100EL)其中线荷载设计值q2=F2×0.2=8.06×0.2=1.612KN/m按面板的抗弯承载力要求：M max =0.1q2l22=[f w w]=1/6fwbh20.1×1.612×122=1/6f w bh2l2=[(1/6×30×200×102)/(0.1×1.612)]0.5=787.62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)=12/250L2'=[(100×104×4.16×104)/(1.61×0.677×250)]1/3=534mm取按抗弯承载力，刚度要求计算最小值，l1'=462.77mm，施工次龙骨间距取200mm<l1'满足要求。
顶板侧模验算新浇混凝土对模板侧面的压力值（采用内部振捣时）按以下两式进行计算，取其较小值。
F k=0.22r c t0β1β2V1/2 (1式)F k=r c H （2式）式中F k—新浇混凝土对侧模的最大侧压力(KN/m2)r c—混凝土的重力密度(KN/m3)t0—新浇混凝土的出凝时间（h），可按实测确定。
当缺乏试验资料时，可采用t0=200/(T+15)计算。
（T为混凝土的温度℃）β1—外加剂影响修正值，不掺外加剂时取1.0，掺具有缓凝作用的外加剂时取1.2。
β2—混凝土坍落度影响修正值,当坍落度小于30mm时，取0.85，50mm—90mm时取1.0，110mm—150mm时取1.15。
V—混凝土的浇筑速度（m/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（m）根据建筑工程施工手册，新浇砼的重力密度为24KN/m3，即r c=24 KN/m3.根据现场实际情况，新浇混凝土的出凝时间为6小时。
β1顶板混凝土的配合比中掺入缓凝剂，故取1.2。
β2现场采用泵送混凝土，坍落度在13cm 左右，故取1.15。
假定砼的浇筑速度为1m/h故F k=0.22r c t0β1β2V1/2=0.22*24*1.2*1.15*1=43.72KN/ m2F k=r c H=24*2.35=56.4KN/ m2取其较小者，Fk=43.72KN/ m2侧模板的侧压力设计值应为标准值乘以荷载的分项系数1.2.F=43.72*1.2=52.464KN/ m2顶板侧模在竖向设置4道对拉螺栓,水平间距900mm.将侧压力沿水平方向折算为:q=52.464/2.35=22.325KN/m每根对拉螺栓的受力计算:N=22.325*0.9*0.6=12.06KN每根对拉螺栓的受力面积如图:查建筑施工手册表8-4,对拉螺栓的规格和性能表得12的容许拉力为12.9KN大于12.06KN. 可以. 且顶板侧模还设置有双排脚手架,加设斜撑. 满足.600900。
XXX顶模计算书一、工程概况XXX模板采用12mm竹胶合板。
胶合板背后次梁用Φ48*3.5mm钢管，主梁用120*120mm木条。
立杆采用Φ48*3.5mm钢管。
二、模板计算2.1计算依据1、XXX设计图纸；2、《公路桥涵施工技术规范》（JTJ041-2000）、《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ162-2008）、《钢结构设计规范》（GB50017-2003）、《路桥施工技术手册》；3、我国现行的有关设计、施工规范的有关规定和安全法规。
2.2计算说明1、XXX顶板，主通道宽度为7.1m，长度为27m分两次浇筑完成。
2、顶板模板采用普通2*1m,12mm厚的胶合板，胶合板外侧背间距为300mm的Φ48*3.5mm钢管作为次梁，钢管外背木方作为主梁两者成十字交叉型，木方间距为900mm。
3、模板属于临时结构，其强度设计计算按容许应力法计算。
2.3顶板模板荷载计算1、新浇混凝土自重（混凝土容重γ=24 KN/m3）顶板浇筑高度H=0.55m。
P1 =γ*H*1.35=24*0.55*1.35=17.82 KN/m22、钢筋自重：P2 =1.1*0.55*1.35=0.82KN/m23、施工人员及设备荷载：P3=2.5*1.4=3.5 KN/m24、模板自重（取竹材容重γ=9 KN/m3）P5=γ*h*1.35=9*0.015*1.35=0.18KN/m25、钢管自重荷载P6=50*1.35=67.5 N/m6、方木自重（取木材容重最大值γ=7 KN/m3）P7 =0.06*0.09*7*1.35=0.05 KN/m 1.面板计算(1)、强度验算计算跨径l1=200mm荷载组合：P= P1 + P2+ P3 =17.82+0.82+3.5=22.14 KN/m2 =0.02214N/mm2以1mm宽的板条作为计算单元，转换为均布荷载q1 =0.02214*1=0.02214 N/mm模板按简支梁计算，则模板所受最大弯矩:M max =(q1 *l12 )/8=(0.02214*2002 )/8=110.7 N.mm面板截面系数:W=bh2/6=1*122/6=24 mm3应力σmax = M max/W =110.7/24=4.61N/mm2＜容许应力f m =37 N/mm2故满足要求(2)、挠度验算荷载组合：P= P1+ P2 =18.64 KN/m2 =0.01864 N/mm2转换为线性均布荷载q2 =0.01864 N/mm12mm厚竹胶合板弹性模量E=9898N/mm2面板截面惯性矩：I=bh3/12=1*123/12=144 mm4最大挠度:v max=（5* q2*l14）/384*E*I=(0.01864*5*2004)/(384*9898*144)=0.27mm＜容许挠度v m=l1/250=0.8mm故满足要求2、次楞计算次楞用Φ48*3.5mm钢管铺设间距为200mm，计算跨径l2=1200mm，根据《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-2008查表得钢管惯性矩I=121900 mm4弹性模量E=200000 N/mm2截面系数W=5080 mm3(1)、强度验算荷载组合P= P1 + P2 + P3 + P4 =17.82+0.82+3.5+0.18=22.32 KN/m2 =0.02232 N/mm2转化为线性均布荷载q3 =0.02232*200=4.46N/mm按简支梁计算则钢管所受最大弯矩M max =( q3 *l22 )/8=(4.46*12002)/8=802800 N.mm 应力σmax = M max/W=802800/5080=158.03 N/mm2＜容许应力f m =215 N/mm2故满足要求。
一、顶模验算1、模板计算（忽略模板自重）模板采用mm 15厚的竹胶板，直接搁置在cm 107⨯的横向方木上，净距cm 20，计算模板跨径按净距计算；涵洞顶板最厚处的厚度m d 5.0=，模板跨径m l 2.0=，取模板的宽度m b 0.1=，钢筋混凝土涵洞顶板单位容重3m /26kN =γ，模板每米宽、每米长上的荷载；1)、恒荷载钢筋混凝土涵洞顶板： 2/13265.0m kN d =⨯=⨯γ2)、活荷载①、施工人员：2/0.3m kN②、倾倒混凝土时产生的冲击荷载和振捣混凝土时产生的荷载均按2KN/m 2考虑。
3）、应力验算模板上每米长上的荷载组合为：()[]m kN q /4.2512234.1132.1=⨯⨯+⨯+⨯= mm 15厚竹胶板的截面参数和材料力学性能指标：34221075.361510006mm bh W ⨯=⨯== 4533mm 108125.21215100012⨯=⨯==bh I m kN ql M .084.082.0836.168max 22=⨯==[]Mpa Mpa W M 800245.21075.310084.0max max 46=∠=⨯⨯==δδ 4）、扰度验算 mm EI ql f 314.0108125.21063842004.25538455344=⨯⨯⨯⨯⨯⨯== []mm f 5.04002000== ；[]0f f ∠ 合格。
2、横向方木验算横向方木搁置在间距为cm 60的纵向方木上，计算跨径为cm 601=l ，横向方木的规格为cm 107⨯的落叶松、间距为cm 30，1米范围内有3根横向方木支撑竹胶板； 单根横向方木上的均布荷载为：m kN q q /467.84.2531311=⨯== cm 107⨯方木的截面参数和材料力学性能指标：81667670100622=⨯==bh W 285833312701001233=⨯==bh I 381.086.0467.88max 2211=⨯==l q M []pa 5.80665.48166710381.0max 6M Mpa W W =∠=⨯==δδ mm EI l q f 50.028583331010384600467.85384534411=⨯⨯⨯⨯⨯== []mm l f 5.1400/01==， []0f f ∠ 合格。
板模板（扣件式）计算书一、工程属性模板设计平面图模板设计剖面图(楼板长向)模板设计剖面图(楼板宽向)四、面板验算现实，楼板面板应搁置在梁侧模板上，因此本例以简支梁，取1m单位宽度计算。
计算简图如下：W＝bh2/6=1000×15×15/6＝37500mm3，I＝bh3/12=1000×15×15×15/12＝281250mm41、强度验算q1＝0.9max[1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×(0.1+(1.1+24)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.1+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×2.5] ×1=6.51kN/mq2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.1×1=0.11kN/mp＝0.9×1.3×Q1K=0.9×1.4×2.5＝3.15kNMmax ＝max[q1l2/8,q2l2/8+pl/4]=max[6.51×0.32/8，0.11×0.32/8+3.15×0.3/4]= 0.24kN·mσ＝Mmax/W＝0.24×106/37500＝6.33N/mm2≤[f]＝15N/mm2 满足要求！2、挠度验算q＝(G1k +(G3k+G2k)×h)×b=(0.1+(1.1+24)×0.12)×1=3.11kN/mν＝5ql4/(384EI)＝5×3.11×3004/(384×10000×281250)＝0.12mm≤[ν]＝l/400＝300/400＝0.75mm满足要求！五、小梁验算b取整取整度为275mm，因此需进行最不利组合，计算简图如下：1、强度验算q1＝0.9max[1.2(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9×max[1.2×(0.3+(1.1+24)×0.12)+1.4×2.5，1.35×(0.3+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×2.5]×0.3＝2.02kN/m因此，q1静＝0.9×1.2(G1k+(G3k+G2k)×h)×b=0.9×1.2×(0.3+(1.1+24)×0.12)×0.3＝1.07kN/mq1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×2.5×0.3＝0.94kN/mM1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×1.07×12+0.125×0.94×12＝0.25kN·mq2＝0.9×1.2×G1k×b=0.9×1.2×0.3×0.3＝0.1kN/mp＝0.9×1.4×Q1k=0.9×1.4×2.5＝3.15kN/mM2＝0.07q2L2+0.203pL＝0.07×0.1×12+0.203×3.15×1＝0.65kN·mM3＝max[q1L12/2，q2L12/2+pL1]=max[2.02×0.282/2，0.1×0.282/2+3.15×0.28]＝0.87kN·mMmax ＝max[M1，M2，M3]＝max[0.25，0.65，0.87]＝0.87kN·mσ＝Mmax/W＝0.87×106/9280＝93.74N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！2、抗剪验算V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×1.07×1+0.625×0.94×1＝1.26kNV2＝0.625q2L+0.688p＝0.625×0.1×1+0.688×3.15＝2.23kNV3＝max[q1L1，q2L1+p]＝max[2.02×0.28，0.1×0.28+3.15]＝3.18kNVmax ＝max[V1，V2，V3]＝max[1.26，2.23，3.18]＝3.18kNτmax ＝Vmax/(8Izδ)[bh2-(b-δ)h2]=3.18×1000×[40×802-(40-4)×762]/(8×371300×4)＝12.85N/mm2≤[τ]＝125N/mm2 满足要求！3、挠度验算q=(G1k +(G3k+G2k)×h)×b=(0.3+(24+1.1)×0.12)×0.3＝0.99kN/m跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×0.99×10004/(100×206000×371300)＝0.07mm≤[ν]＝l/400＝1000/400＝2.5mm悬臂端νmax＝qL4/(8EI)=0.99×2754/(8×206000×371300)＝0.01mm≤[ν]＝l1/400＝275/400＝0.69mm满足要求！六、主梁验算Q1k＝1.5kN/m2q1＝0.9max[1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)+1.4Q1k，1.35(G1k+(G3k+G2k)×h)+1.4×0.7Q1k]×b=0.9max[1.2×(0.5+(1.1+24)×0.12)+1.4×1.5，1.35×(0.5+(1.1+24)×0.12)+1.4×0.7×1.5]×0.3＝1.7kN/mq1静＝0.9×1.2(G1k+ (G3k+G2k)×h)×b=0.9×1.2×(0.5+(1.1+24)×0.12)×0.3＝1.14kN/mq1活＝0.9×1.4×Q1k×b=0.9×1.4×1.5×0.3＝0.57kN/mq2＝(G1k+ (G3k+G2k)×h)×b=(0.5+(1.1+24)×0.12)×0.3=1.05kN/m承载能力极限状态按二跨连续梁，Rmax ＝1.5q1L＝1.5×1.7×1＝2.56kN按悬臂梁，R1＝q1l=1.7×0.28＝0.47kNR＝max[Rmax ，R1]＝2.56kN;同理，R'＝1.81kN，R''＝1.81kN 正常使用极限状态按二跨连续梁，Rmax ＝1.5q2L＝1.5×1.05×1＝1.58kN按悬臂梁，R1＝q2l=1.05×0.28＝0.29kNR＝max[Rmax ，R1]＝1.58kN;同理，R'＝1.12kN，R''＝1.12kN 2、抗弯验算计算简图如下：主梁弯矩图(kN·m)Mmax＝0.83kN·mσ＝Mmax/W＝0.83×106/4730＝176.06N/mm2≤[f]＝205N/mm2 满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图(kN)Vmax＝4.14kNτmax ＝2Vmax/A=2×4.14×1000/450＝18.39N/mm2≤[τ]＝125N/mm2满足要求！4、挠度验算主梁变形图(mm) ＝0.91mmνmax=0.91mm≤[ν]=1000/400=2.5mm 跨中νmax悬挑段ν＝0.37mm≤[ν]=200/400=0.5mmmax满足要求！七、立柱验算顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1×1.386×(1500+2×200)=2633.4mm非顶部立杆段：l02=kμ2h =1×1.755×1500=2632.5mmλ=l/i=2633.4/15.9=165.62≤[λ]=210 长细比满足要求！2、立柱稳定性验算顶部立杆段：l01=kμ1(hd+2a)=1.291×1.386×(1500+2×200)=3399.719mmλ1＝l01/i＝3399.719/15.9＝213.819，查表得，φ1＝0.16Mw =0.92×1.4ωklah2/10=0.92×1.4×0.22×1×1.52/10＝0.06kN·mNw ＝0.9[1.2ΣNGik+0.9×1.4Σ(NQik+Mw/lb)]=0.9×[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×1×1+0.92×1.4×0.06/1＝4.99kNf＝ Nw /(φA)+ Mw/W＝4989.46/(0.16×450)+0.06×106/4730＝80.95N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！Mw =0.92×1.4ωklah2/10=0.92×1.4×0.22×1×1.52/10＝0.06kN·mNw ＝0.9[1.2ΣNGik+0.9×1.4Σ(NQik+Mw/lb)]=0.9×[1.2×(0.75+(24+1.1)×0.12)+0.9×1.4×1]×1×1+0.92×1.4×0.06/1＝5.26kNf＝ Nw /(φA)+ Mw/W＝5259.46/(0.16×450)+0.06×106/4730＝84.7N/mm2≤[f]＝205N/mm2满足要求！八、可调托座验算满足要求！九、立柱地基基础验算f ak 70kPa满足要求！。
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。
12000平方的地下室顶板需要多少模板地下室属于建筑工程中的一个重要部分，它的顶板是承重构件，需要使用模板来进行施工。
对于一个面积为12000平方米的地下室顶板而言，需要多少模板是一个需要详细考虑的问题。
下面将从模板的种类、数量计算、模板的运输和安装等方面进行介绍，以帮助读者更好的理解和解决这个问题。
首先，让我们来了解一下什么是模板。
模板，又被称为脚手架，是一种用来支撑施工过程中混凝土浇筑所需的木板、钢板或其他材料。
它的主要作用是为混凝土提供一个可施展、可悬挑的平台，使得混凝土稠度的施工成为可能。
模板的种类根据不同的使用场景和要求，可以分为木模板、钢模板、铝模板等多种类型。
其中，木模板在建筑施工中较为常见，由胶合板和木龙骨等组成，可以重复使用。
钢模板则由钢板、衔接件和连接件等构成，具有较高的承载能力和稳定性。
铝模板则由铝合金构成，可以灵活组合使用。
接下来，我们来计算一下12000平方米的地下室顶板需要多少模板。
这个计算包括两个方面：面积计算和损耗计算。
首先，根据地下室顶板的面积为12000平方米，我们可以先将其转换为平方厘米，即12000平方米=120000000平方厘米。
然后，我们需要考虑到在施工过程中会产生一定的模板损耗。
一般来说，模板损耗约为总面积的10%，即12000平方米*10%=1200平方米。
将损耗后的面积减去总面积，即12000平方米-1200平方米=10800平方米。
接下来，我们需要确定每块模板的尺寸大小。
一般木模板的尺寸为1220mm*2440mm，即每块模板的面积为1220mm*2440mm=2972800平方毫米。
然后，我们将每块模板的面积转换为平方米，即2972800平方毫米/1000000=2.9728平方米。
通过将损耗后的面积除以每块模板的面积，即10800平方米/2.9728平方米≈3636块。
因此，一个面积为12000平方米的地下室顶板，大致需要3636块模板。
板模板（碗扣式）计算书计算依据：1、《建筑施工模板安全技术规范》JGJ162-20082、《建筑施工碗扣式钢管脚手架安全技术规范》JGJ166-20163、《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 50017-2017一、工程属性模板设计平面图模板设计立面图四、面板验算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＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×(Q1k+Q2k)]×b=[1.2×(0.1+(24+1.1)×0.7)+1.4×2]×1=24.004kN/m q1静=[γG(G1k +(G2k+G3k)h)]b = [1.2×(0.1+(24+1.1)×0.7)]×1=21.204kN/mq1活=(γQ×(Q1k+Q2k))×b=(1.4×2)×1=2.8kN/m正常使用极限状态q＝(γG(G1k +(G2k+G3k)×h)+γQ×(Q1k+Q2k))×b=(1×(0.1+(24+1.1)×0.7)+1×(1+1))×1＝19.67kN/m计算简图如下：1、强度验算M max＝0.1q1静L2+0.117q1活L2＝0.1×21.204×0.12+0.117×2.8×0.12＝0.024kN·m σ＝M max/W＝0.024×106/37500＝0.653N/mm2≤[f]＝15N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax＝0.677ql4/(100EI)=0.677×19.67×1004/(100×10000×281250)=0.005mmνmax=0.005mm≤min{100/150，10}=0.667mm满足要求！五、小梁验算11k+(G2k+G3k)×h)+1.4×(Q1k+Q2k)]×b=[1.2×(0.3+(24+1.1)×0.7)+1.4×2]×0.1＝2.424kN/m 因此，q1静＝1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b=1.2×(0.3+(24+1.1)×0.7)×0.1＝2.144kN/m q1活＝1.4×(Q1k+Q2k)×b=1.4×2×0.1＝0.28kN/m计算简图如下：1、强度验算M1＝0.125q1静L2+0.125q1活L2＝0.125×2.144×0.92+0.125×0.28×0.92＝0.245kN·m M max＝0.245kN·mσ=M max/W=0.245×106/100000=2.455N/mm2≤[f]=16.2N/mm2满足要求！2、抗剪验算V1＝0.625q1静L+0.625q1活L＝0.625×2.144×0.9+0.625×0.28×0.9＝1.364kNV max＝1.364kNτmax=3V max/(2bh0)=3×1.364×1000/(2×60×100)＝0.341N/mm2≤[τ]=1.728N/mm2 满足要求！3、挠度验算q＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×(Q1k+Q2k))×b=(1×(0.3+(24+1.1)×0.7)+1×(1+1))×0.1＝1.987kN/m挠度,跨中νmax＝0.521qL4/(100EI)=0.521×1.987×9004/(100×8500×500×104)＝0.16mm≤[ν]＝min(L/150，10)＝min(900/150，10)＝6mm满足要求！六、主梁验算q1＝[1.2×(G1k+(G2k+G3k)×h)+1.4×(Q1k+Q2k)]×b=[1.2×(0.5+(24+1.1)×0.7)+1.4×2]×0.1＝2.448kN/mq1静＝1.2×(G1k +(G2k+G3k)×h)×b＝1.2×(0.5+(24+1.1)×0.7)×0.1＝2.168kN/m q1活＝1.4×(Q1k+Q2k)×b ＝1.4×2×0.1＝0.28kN/mq2＝(γG(G1k+(G2k+G3k)×h)+γQ×(Q1k+Q2k))×b=(1×(0.5+(24+1.1)×0.7)+1×(1+1))×0.1＝2.007kN/m 承载能力极限状态按二等跨连续梁，R max＝1.25q1L＝1.25×2.448×0.9＝2.754kN主梁2根合并，其主梁受力不均匀系数=0.5R＝R max×0.5＝1.377kN;正常使用极限状态按二等跨连续梁，R'max＝1.25q2L＝1.25×2.007×0.9＝2.258kNR'＝R'max×0.5＝1.129kN;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=1.018×106/100000=10.184N/mm2≤[f]=16.2N/mm2满足要求！3、抗剪验算主梁剪力图一(kN)τmax=3V max/(2bh0)=3×6.181×1000/(2×60×100)＝1.545N/mm2≤[τ]=1.728N/mm2 满足要求！4、挠度验算主梁变形图一(mm)跨中νmax=0.855mm≤[ν]=min{900/150，10}=6mm悬挑段νmax＝0.433mm≤[ν]=min(2×200/150,10)=2.667mm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=8.966kN，R2=13.066kN，R3=13.066kN，R4=8.966kN 七、可调托座验算满足要求！八、立柱验算λ=(h+2a)/i=(1200+2×350)/15.9=119.497≤[λ]=230满足要求！2、立柱稳定性验算λ=l0/i=1900.000/15.9=119.497查表得，φ1=0.458不考虑风荷载:单肢立柱轴向力：N=Max[R1,R2,R3,R4]/0.5+γG×q×H=Max[8.966,13.066,13.066,8.966]/0.5+1.2×0.15×4.95= 27.022kNf=N/(φ1A)＝27.022×103/(0.458×424)=139.151N/mm2≤[σ]=205N/mm2满足要求！九、高宽比验算根据《建筑施工碗扣式钢管脚手架安全技术规范》JGJ166-2008第6.2.5：模板支撑架高宽比应小于或等于2H/B=4.95/23.1=0.214≤2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 t0u m =2[(a+h0)+(b+h0)]=1040mmF=(0.7βh f t+0.25σpc，m)ηu m h0=(0.7×1×0.737+0.25×0)×1×1040×110/1000=59.019kN≥F1=27.022kN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=2000 0mm2F=1.35βcβl f c A ln=1.35×1×2.449×6.902×20000/1000=456.472kN≥F1=27.022kN满足要求！。
目录一、编制依据 (1)二、工程参数 (1)三、模板面板验算 (2)四、次楞钢管验算 (3)五、主楞验算 (4)六、扣件抗滑移验算 (6)七、立杆稳定性验算 (6)一、编制依据1、工程施工图纸及现场概况2、《建筑施工模板安全技术规范》（JGJ162-2008）3、《混凝土结构工程施工质量验收规范》（GB50204-2002）4、《建筑施工手册》第四版（缩印本）5、《建筑施工现场管理标准》DBJ14-033-20056、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》(JGJ130-2001)。
7、《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）2006年版8、《混凝土模板用胶合板GB/T17656-2008》9、《冷弯薄壁型钢结构技术规范》(GB 50018-2002)10、《木结构设计规范》（GB50005-2003）二、工程参数三、模板面板验算面板采用竹胶合板，厚度为15mm ，取主楞间距1.21m的面板作为计算宽度。
面板的截面抵抗矩W= 1210×15×15/6=45375mm3；截面惯性矩I= 1210×15×15×15/12=340313mm4；（一）强度验算1、面板按三跨连续梁计算，其计算跨度取支承面板的次楞间距，L=0.305m。
2、荷载计算取均布荷载或集中荷载两种作用效应考虑，计算结果取其大值。
均布线荷载设计值为：q1=0.9×[1.2×(24×0.13+1.1×0.13+0.3)+1.4×2.5]×1.21=8.468KN/mq1=0.9×[1.35×(24×0.13+1.1×0.13+0.3)+1.4×0.7×2.5]×1.21= 7.906KN/m 根据以上两者比较应取q1= 8.468N/m作为设计依据。
集中荷载设计值：模板自重线荷载设计值q2=0.9×1.2×1.21×0.3=0.392 KN/m跨中集中荷载设计值P=0.9×1.4×2.5= 3.150KN3、强度验算施工荷载为均布线荷载：M 1=0.1q1l2=0.1× 8.468×0.3052=0.079KN·m施工荷载为集中荷载：M 2=0.08q2l2+0.213Pl=0.08× 0.392×0.3052 +0.213× 3.150×0.305=0.208KN·m取Mmax=0.208KN·m验算强度。
面板抗弯强度设计值f=25N/mm2；σ= Mmax=0.208×106=4.58N/mm2 < f=25N/mm2 W 45375面板强度满足要求!（二）挠度验算验算挠度时不考虑可变荷载值，仅考虑永久荷载标准值，故其作用效应的线荷载计算如下：q = 1.21×（24×0.13＋1.1×0.13＋0.3）=4.311KN/m；面板最大容许挠度值: 305/250=1.2mm；面板弹性模量: E = 8000N/mm2；ν= 0.677ql4=0.677×4.311×3054=0.09mm < 1.2mm 100EI 100×8000×340313满足要求!四、次楞钢管验算次楞采用钢管，钢管按φ48×3.0计算，间距0.305m，截面抵抗矩 W=4490mm3；截面惯性矩 I=107800mm4；（一）抗弯强度验算1、次楞按三跨连续梁计算，其计算跨度取主楞排矩即立杆横距，L=1.21m。
2、荷载计算取均布荷载或集中荷载两种作用效应考虑，计算结果取其大值。
均布线荷载设计值为：q1=0.9×[1.2×(24×0.13+1.1×0.13+0.3)+1.4×2.5]×0.305=2.134KN/mq1=0.9×[1.35×(24×0.13+1.1×0.13+0.3)+1.4×0.7×2.5]×0.305= 1.993KN/m根据以上两者比较应取q1= 2.134KN/m作为设计依据。
集中荷载设计值：模板自重线荷载设计值q2=0.9×1.2×0.305×0.3=0.099KN/m跨中集中荷载设计值P=0.9×1.4×2.5= 3.150KN3、强度验算施工荷载为均布线荷载：M 1= 0.1q1l2=0.1×2.134×1.212=0.312KN·m施工荷载为集中荷载：M 2= 0.08q2l2+0.213Pl=0.08×0.099×1.212+0.213×3.150×1.21=0.823KN·m取Mmax=0.823KN·m验算强度。
钢管抗弯强度设计值f=215N/mm2；σ= Mmax=0.823×106=183.30N/mm2 < f=215N/mm2 W 4490次楞抗弯强度满足要求!（二）挠度验算验算挠度时不考虑可变荷载值，仅考虑永久荷载标准值，故其作用效应的线荷载计算如下：q = 0.305×（24×0.13＋1.1×0.13＋0.3）=1.087KN/m次楞最大容许挠度值:1210/250=4.8mm；次楞弹性模量: E=206000N/mm2；ν= 0.677ql4=0.677×1.087×1210.004=0.71mm < 4.8mm 100EI 100×206000×107800满足要求!五、主楞验算主楞采用:方钢管59×65×2.0截面抵拒矩W=9.04cm3截面惯性矩I=26.67cm4（一）强度验算当进行主楞强度验算时，施工人员及设备均布荷载取1.5kN/mm2。
首先计算次楞作用在主楞上的集中力P。
作用在次楞上的均布线荷载设计值为：q1= 0.9×[1.2×(24000×0.13+1100×0.13+300)+1.4×1500]×0.305=1750N/mq1= 0.9×[1.35×(24000×0.13+1100×0.13+300)+1.4×0.7×1500]×0.305= 1724N/m 根据以上两者比较应取q1= 1750N/m作为设计依据。
次楞最大支座力=1.1q1l=1.1×1750×1.21/1000=2.329kN。
次楞作用集中荷载P=2.329kN，进行最不利荷载布置如下图：2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33 2.33计算简图(kN)-0.963-0.963弯矩图(kN.m)最大弯矩 M max =1.153kN.m ；主楞的抗弯强度设计值f=215N/mm 2； σ=M max 1.153×106 = 127.544N/mm 2 < 215N/mm 2W9.04×103主楞抗弯强度满足要求! （二）挠度验算验算挠度时不考虑可变荷载值，仅考虑永久荷载标准值。
首先计算次楞作用在主楞上的集中荷载P 。
作用在次楞上的均布线荷载设计值为：q = 0.305×（24000×0.13＋1100×0.13＋300）=1087N/m=1.087N/mm ； 次楞最大支座力=1.1q 1l=1.1×1.087×1.21=1.447kN 。
以此值作为次楞作用在主楞上的集中荷载P ，经计算，主梁最大变形值V=1.305mm 。
主梁的最大容许挠度值:1210.00/150=8.1mm ，最大变形 Vmax=1.305mm < 8.1mm满足要求!六、扣件抗滑移验算水平杆传给立杆竖向力设计值R=10.192KN,由于采用顶托，不需要进行扣件抗滑移的计算。
七、立杆稳定性验算（一）轴向力计算按下列各式计算取最大值：0.9×{1.2×[0.213×5.07+(24×0.13＋1.1×0.13＋0.3)×1.21×1.21]+1.4×1×1.21×1.21}=8.645kN；0.9×{1.35×[0.213×5.07+(24×0.13＋1.1×0.13＋0.3)×1.21×1.21]+1.4×0.7×1×1.21×1.21}｝=8.942kN；立杆轴向力取上述较大值，N=8.942KN。
（二）立杆稳定性验算立杆的稳定性计算公式:σ=N≤f φAN ---- 轴心压力设计值(kN) ：N=8.942kN；φ---- 轴心受压稳定系数,由长细比λ=L o/i 查表得到；L 0 --- 立杆计算长度（m），L=h，h为水平杆最大步距，，L=1.5m。
i ---- 立杆的截面回转半径(cm) ,i=1.59cm；A ---- 立杆截面面积(cm2),A=4.24cm2；f ---- 钢材抗压强度设计值N/mm2,f= 215N/mm2；立杆长细比计算：λ=L o/i=150.0/1.59=94按照长细比查表得到轴心受压立杆的稳定系数φ=0.594；σg=N=8.942×103=35.504N/mm2 < f=215 N/mm2φA 0.594×4.24×102立杆稳定性满足要求!。
