主體結構模板支架計算書

XXX站主體結構模板支架檢算一、工程概況XXX站位于東崗西路與瑞德大道十字路口西側，1號線沿東崗西路東西向布設，2號線沿瑞德大道南北向布設。1號線車站主體為明挖地下三層島式車站，車站主體長度201.01米，標準段寬20.7米，擴大端總高22.11米（負一層凈高5.25m，負二層凈高6.59m，負三層凈高7.63m），標準段（負一層凈高5.25m，負二層凈高6.69m,負三層凈高6.24m），結構底板埋深約24.34m～26.31m，中心里程處頂板覆土厚約3m。車站標準段主體結構尺寸：頂板厚800mm，地下一層中板厚400mm，地下二層中板厚400mm（西擴大端厚500mm，東擴大端厚700mm），底板厚1000mm；擴大端內襯墻厚900mm，標準段內襯墻厚800mm；頂板梁最大厚度1800mm，中板梁最大厚度1000mm；方柱主要尺寸有800x1200mm、600x1200mm、900x900mm、900x1500mm、800x800mm、900x1250mm、900x1000mm、800x1500mm，圓柱尺寸主要為1100mm,頂、中、底板與內襯墻支座處均設300x900腋角局部加厚。2號線車站主體為明挖地下二層島式車站，車站主體長度243.57米，標準段寬20.7米，擴大端總高14.87米(負一層凈高5.25m，負二層凈高7.42m)，標準段總高13.68米(負一層凈高5.25m,負二層凈高6.75m），結構底板埋深約17.08m～17.92m，中心里程處頂板覆土厚約3m。車站標準段主體結構尺寸：頂板厚800mm，中板厚400mm，底板厚900mm；擴大端內襯墻厚800，標準段內襯墻厚700mm；頂板梁最大厚度1800mm，中板梁最大厚度1000mm；方柱主要尺寸有：800x1200mm、600x1200mm、700x800mm、800x1250mm、800x900mm、700x1200mm、800x800mm、800x1300mm、700x1200mm、700x700mm、800x1500mm，圓柱尺寸為1100mm，頂、中、底板與內襯墻支座處均設300x900腋角局部加厚。主體結構均采用島式雙柱三跨箱形框架結構，均采用明挖順做法施工。二、支架結構、模板布置說明負三層側墻、中板采用滿堂紅碗扣式腳手架施工，負一、二層側墻采用大塊鋼模施工，負一、二層中板、頂板、梁采用碗扣式腳手架施工，圓柱采用定型鋼模施工，方柱采用膠合模板施工，具體如下：1、1號線負三層側墻、中板及梁模板支架布置側墻模板采用1.8mm厚膠合板，豎向背楞為5×10cm的方木，間距為20cm。橫向背楞采用斷面為10cm×10cm的方木，間距為60cm。側墻支撐采用與碗扣支架聯(lián)成一體的通長鋼管對撐（加頂托），用十字扣件與橫向所有立桿可靠相連，保證每根橫桿與立桿連接節(jié)點數量不小6個。中板采用1.8mm厚膠合板做底模，膠合板底沿基坑橫向鋪5x10cm小方木，縱向間距20cm，小方木底沿基坑縱向鋪設10x10cm大方木，方木橫向間距同支架立桿橫向間距。碗扣式支架立桿縱向間距60cm，中板下支架立桿橫向間距90cm（部分厚度為700mm的中板處橫向間距為60cm），橫桿步距120cm；中板梁下支架立桿縱橫向間距均分別為60cm、30cm，橫桿步距120cm。2、1、2號線負二層側墻、中板及梁模板支架布置負二層側墻采用大塊鋼模澆筑，鋼模背后采用三角支撐架支撐。鋼模板采用厚6mm鋼板制作，三角支撐架采用[14及[12槽鋼制作。中板及中板梁均采用1.8mm厚膠合板做底模，膠合板底沿基坑橫向鋪5x10cm小方木，縱向間距20cm，小方木底沿基坑縱向鋪設10x10cm大方木，方木橫向間距同支架立桿橫向間距。碗扣式支架立桿縱向間距60cm，中板下支架立桿橫向間距90cm，橫桿步距120cm；中板梁下支架立桿縱橫向間距均為分別為60cm、30cm，橫桿步距120cm。3、1、2號線負一層側墻、頂板及梁模板支架布置負一層側墻采用大塊鋼模澆筑，鋼模背后采用三角支撐架支撐。鋼模板采用厚6mm鋼板制作，三角支撐架采用[14及[12槽鋼制作。頂板及頂板梁均采用1.8mm厚膠合板做底模，膠合板底沿基坑橫向鋪5x10cm小方木，縱向間距20cm，小方木底沿基坑縱向鋪設10x10cm大方木，方木橫向間距同支架立桿橫向間距。碗扣式支架立桿縱向間距60cm，頂板下支架立桿橫向間距60cm，橫桿步距120cm；頂板梁下支架立桿縱橫向間距均分別為60cm、30cm，橫桿步距120cm。4、柱模板及支撐方柱采用1.8cm厚膠合木模板。內楞100×100木方豎向布置，間距300mm，外楞Φ48×3.5雙鋼管水平向布置，間距600mm，采用M16（橫向500mm，豎向600mm）對拉螺桿進行對拉，且與滿堂支架橫桿結合支撐。寬度大于1m的立柱中間設置拉桿。三、計算依據（1）《建筑施工碗扣式鋼管腳手架安全技術規(guī)范》（JGJ166-2008）；（2）《建筑施工模板安全技術規(guī)范》（JGJ162-2008）；（3）《建筑施工計算手冊》（江正榮編·中國建筑工業(yè)出版社·2006年12月）；（4）《路橋施工計算手冊》（周水興何兆益等編著·人民交通出版社）；（5）XXX站主體結構設計圖紙。四、模板支架驗算1、材料的物理力學性能指標（1）碗扣支架鋼管截面特性根據JGJ166-2008規(guī)范表5.1.6、5.1.7采用：外徑2，自重q=33.3N/m，抗拉、抗彎抗壓強度設計值f=205N/mm2，抗剪強度設計值fv=125N/mm2×105N/mm2。回轉半徑i＝1.58cm。（2）方木根據《建筑施工模板安全技術規(guī)范》（JGJ162-2008）附錄A3.1-3木材的強度設計值和彈性模量采用；方木采用紅皮云杉，彈性模量E=9000N/mm2，抗彎強度設計值f=13N/mm2，承壓強度設計值f=10N/mm2，順紋抗拉強度設計值fm=8.0N/mm22，方木容重5KN/m3。截面尺寸50mm×100mm，慣性矩I=bh3×10-6m4,抗彎截面模量W=bh2×10-5m3,靜矩S=bh2×10-4m3截面尺寸100mm×100mm，慣性矩I=bh3×10-6m4,抗彎截面模量W=bh2×10-4m3,靜矩S=bh2/8=1.250×10-4m3（3）木膠合板模板采用膠合面板，規(guī)格2440mm×1220mm×18mm。22，彈性模量E=4500N/mm2，密度ρ=665kg/m3；取1m寬模板，則慣性矩：I=bh3/12=1××10-7m4；模板的截面抵抗矩為：w＝bh2/6=1××10-5m3；靜矩：S=bh2/8=1××10-5m3；2、荷載計算本模板支架工程在框架結構底板施工完成的前提下進行，支架立桿直接支承在框架結構鋼筋混凝土底板上，檢算中不進行立桿地基承載力計算。（1）模板及支撐架自重標準值Q1(取為單位面積上的荷載)“……10m以下的支撐架可不計算架體自重；……”，故荷載計算中無需計算支架自重，模板自重標準值（竹、木膠合板）查表4.2.4為0.50kN/m2。①模板自重標準值：Q木膠板=665kg/m3×0.018*10=/m22kN/m2②方木自重標準值：小方木沿基坑橫向布置，間距0.2，每平方按1/0.2=5根考慮，大方木間距同立桿間距0.6m，則每平方按1/0.6=2根考慮，則每平方Q方木=5KN/m3×（0.05*0.1*1*5+0.1*0.1*1*2）=0.23kN2kN/m2+0.23kN/m2=0.35kN/m2<0.50kN/m2，則取模板自重標準值為：Q1=0.5kN/m2，荷載分項系數取1.2。（2）混凝土自重（包括鋼筋）標準值Q2(取為單位面積上的荷載)根據JGJ166-2008規(guī)范4.2.4條:……普通鋼筋混凝土可采用25kN/m3……”，則Q2=25kN/m2①頂板按結構頂板800mm厚計算，則Q2=25kN/m3×0.8m=20kN/m2，分項系數取1.2。②中板按結構中板500mm厚計算，則Q2=25kN/m3×0.5m=1kN/m2，分項系數取1.2。③縱梁按梁高1800mm（最大縱梁高）計算，則Q2=25kN/m3×1.8m=45kN/m2，分項系數取1.2。（3）施工人員及設備荷載標準值Q3根據JGJ162-2008規(guī)范4.1.22；驗算直接支承模板的小梁時取Q3=2.5kN/m2；驗算支承小梁的主梁時取Q3=1.5kN/m2，分項系數取1.4。（4）澆注和振搗混凝土產生的荷載標準值Q4根據JGJ162-2008規(guī)范4.1.2條：Q4=2.0kN/m2，分項系數取1.4。（5）新澆混凝土側壓力F根據《建筑施工模板安全技術規(guī)范》（JGJ162-2008）4.1.1規(guī)定，當采用內部振搗器時，新澆筑的混凝土作用于模板的最大側壓力標準值（G4k），可按下列公式計算，并取其中的較小值：1）γc×t0×β1×β2×V×25×8×××2^=kN/m2F:新澆筑混凝土對模板的最大側壓力（kN/m2）；γc:混凝土容重25kN/m3t0:砼初凝時間8hβ1:β2:V:澆筑升高速度，取2m/h2）F2=γcHkN/m2H：混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面的總高度（m）F1＜F2取F1最大壓頭h=F/γc=85.87/25=3.43m（從墻、柱頂向下壓力逐漸增加到3.43m達到最大，3.43m以下為最大值均布不變），計算時取Q=85.87kN/m2。3、支架立桿驗算按“JGJ166-2008”規(guī)范4.4.1要求，模板支架立桿承載力計算荷載組合為永久荷載+可變荷載(不包括風荷載)或永久荷載+0.9(可變荷載+風荷載)，由于本工程是地下基坑內框架結構內支撐工程，不考慮風荷載，荷載組合按照永久荷載+可變荷載(不包括風荷載)進行計算，主要驗算立桿的承載力。（1）頂板厚度800mm，支架高度5.25m，立桿間距600mm×600mm，步距1200mm，立桿組合：LG240+LG180+KTZ75+KTC751）荷載組合（單肢立桿）N=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]LxLy(JGJ166-2008,5.6.2-1)×(0.5×(2.5+2.0)]×0.6×0.6=11.124kN式中Lx—單肢立桿的縱向間距(m)，Ly—單肢立桿的橫向間距(m)2）立桿承載力計算“2……應按l0=h+2a計算，a為立桿伸出頂層水平桿長度?！眲t立桿計算長度l0=h+2a=1200mm+2×700mm=2600mm回轉半徑查JGJ166-2008規(guī)范“”長細比：λ=l0/i=2600mm/15.8mm=1取λ=1mm，查JGJ166-2008規(guī)范附錄E“Q235A級鋼管軸心受壓構件的穩(wěn)定系數”得φ=0.2605N=kN≤φAf=0.2605×424mm2×205N/mm2=22.64kN(可行)式中φ——軸心受壓桿件穩(wěn)定系數，按長細比查JGJ166-2008規(guī)范附錄E采用；A——立桿橫截面面積(mm2)；f——鋼材的抗拉、抗彎、抗壓強度設計值，按JGJ166-2008規(guī)范表5.1.6采用。（2）中板厚度500mm，支架高度7.63m，立桿間距600mm（縱向）×900mm（橫向），步距1200mm，立桿組合：LG300+LG240+LG120+KTZ75+KTC75。東擴大端負二層中板厚度為700mm，模板支架按頂板相關參數布置，不再單獨驗算支架受力。1）荷載組合（單肢立桿）N=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]LxLy(JGJ166-2008,5.6.2-1)×(0.5+×(2.5+2.0)]×0.6×0.9=11.83kN式中Lx—單肢立桿的縱向間距(m)，Ly—單肢立桿的橫向間距(m)2）立桿承載力計算“2……應按l0=h+2a計算，a為立桿伸出頂層水平桿長度?！眲t立桿計算長度l0=h+2a=1200mm+2×700mm=2600mm回轉半徑查JGJ166-2008規(guī)范“”長細比：λ=l0/i=2600mm/15.8mm=1取λ=1mm，查JGJ166-2008規(guī)范附錄E“Q235A級鋼管軸心受壓構件的穩(wěn)定系數”得φ=0.2605N=kN≤φAf=0.2605×424mm2×205N/mm2=kN(可行)式中φ——軸心受壓桿件穩(wěn)定系數，按長細比查JGJ166-2008規(guī)范附錄E采用；A——立桿橫截面面積(mm2)；f——鋼材的抗拉、抗彎、抗壓強度設計值，按JGJ166-2008規(guī)范表5.1.6采用。（3）頂板梁最大厚度1800mm，支架高度5.25m，立桿間距600mm（縱向）×300mm（橫向），步距1200mm，立桿組合LG240+LG180+KTZ75+KTC751）荷載組合（單肢立桿）N=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]LxLy(JGJ166-2008,5.6.2-1)×(0.5+45×(2.5+2.0)]×0.6×0.3=10.96kN式中Lx—單肢立桿的縱向間距(m)，Ly—單肢立桿的橫向間距(m)2）立桿承載力計算“2……應按l0=h+2a計算，a為立桿伸出頂層水平桿長度?！眲t立桿計算長度l0=h+2a=1200mm+2×700mm=2600mm回轉半徑查JGJ166-2008規(guī)范“”長細比：λ=l0/i=2600mm/15.8mm=1取λ=1mm，查JGJ166-2008規(guī)范附錄E“Q235A級鋼管軸心受壓構件的穩(wěn)定系數”得φ=0.2605N=kN≤φAf=0.2605×424mm2×205N/mm2=kN(可行)式中φ——軸心受壓桿件穩(wěn)定系數，按長細比查JGJ166-2008規(guī)范附錄E采用；A——立桿橫截面面積(mm2)；f——鋼材的抗拉、抗彎、抗壓強度設計值，按JGJ166-2008規(guī)范表5.1.6采用。4、支架頂主楞、次楞計算主楞采用100mm*100mm方木，設于立桿頂端頂托內，次楞采用100mm×50mm方木。（1）按頂板厚度800mm計算主楞、次楞主楞縱向跨度600mm，橫向間距600mm，主楞上按間距200mm布置次楞，簡化為均布荷載。次楞橫向跨度L=600mm，按多跨等跨連續(xù)梁的均布荷載。如圖：負一層支架模板橫剖圖負一層模板支架縱剖圖1）主楞計算A:作用在主楞上的均布線荷載q1縱向主楞橫向間距Ly=600mm，縱向跨度Lx=600mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5×(1.5+2.0)]×0.6=17.7kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×17.7×0.6=6.37kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-4=3839kpa=3.84MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*6.37/(2*0.1*0.1)=955kpa=0.96MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*17.7*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/8.333*10^(-6)=0.0002m=0.2mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構計算軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：2）次楞計算次楞為50mm*100mm方木，縱向間距200mm，橫向跨度600mm。A:作用在次楞上的均布線荷載q1主楞縱向間距Ly=200mm，橫向跨度Lx=600mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5×(2.5+2.0)]×0.2=6.18kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×6.18×0.6=2.22kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-5=2640kpa=2.64MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*2.22/(2*0.05*0.1)=666kpa=0.67MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*6.18*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/4.167*10^(-6)=0.00014m=0.14mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構計算軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（2）按中板厚度500mm計算主楞、次楞主楞縱向跨度600mm，橫向間距900mm，主楞上按間距200mm布置次楞，簡化為均布荷載。次楞橫向跨度L=900mm，按多跨等跨連續(xù)梁的均布荷載。如圖：支架模板橫剖圖支架模板縱剖圖1）主楞計算A:作用在主楞上的均布線荷載q1縱向主楞橫向間距Ly=900mm，縱向跨度Lx=600mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5+×(1.5+2.0)]×0.9=18.45kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×18.45×0.6=6.64kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-4=3959kpa=3.96MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*6.64/(2*0.1*0.1)=996kpa=0.996MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*18.45*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/8.333*10^(-6)=0.0002m=0.2mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構計算軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：2）次楞計算次楞為50mm*100mm方木，縱向間距200mm，橫向跨度900mm。A:作用在次楞上的均布線荷載q1次楞縱向間距Ly=200mm，橫向跨度Lx=900mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5+×(2.5+2.0)]×0.2=4.38kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=kN.m,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×4.38×0.9=2.37kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-5=4200kpa=4.2MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*2.37/(2*0.05*0.1)=711kpa=0.711MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*4.38*10^3*0.9^4/100/9000*10^6/4.167*10^(-6)=0.00052m=0.56mm<l/400=900/400=2.25mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（3）按中板厚度700mm計算主楞、次楞1號線東擴大端負三層中板厚度700mm，該段模板支架布置參數同頂板，此處不再單獨驗算主楞、次楞受力。（4）按最大頂縱梁高1800mm計算主楞、次楞主楞縱向跨度600mm，橫向間距300mm，主楞上按間距200mm布置次楞，簡化為均布荷載。次楞橫向跨度L=300mm，按多跨等跨連續(xù)梁的均布荷載。如圖：1）主楞計算A:作用在主楞上的均布線荷載q1縱向主楞橫向間距Ly=300mm，縱向跨度Lx=600mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5+45×(1.5+2.0)]×0.3=17.85kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×17.85×0.6=6.43kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-4=3839kpa=3.84MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*6.43/(2*0.1*0.1)=964kpa=0.964MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*17.85*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/8.333*10^(-6)=0.0002m=0.2mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：2）次楞計算次楞為50mm*100mm方木，縱向間距200mm，橫向跨度300mm。A:作用在次楞上的均布線荷載q1次楞縱向間距Ly=200mm，橫向跨度Lx=300mm。q1=[1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)]Ly×(0.5+45×(2.5+2.0)]×0.2=12.18kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×12.18×0.3=2.19kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-5=1320kpa=1.32MPa<f=13MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*2.19/(2*0.05*0.1)=657kpa=0.657MPa<fv=1.4MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*12.18*10^3*0.3^4/100/9000*10^6/4.167*10^(-6)=0.000017m=0.017mm<l/400=300/400=0.75mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：5、底模驗算（1）按頂板厚800mm驗算模板支承在橫向50*100mm小方木上，方木縱向間距為20cm，如下圖：取模板寬1m，其計算參數：1）作用在面板上的均布線荷載q1取1m寬膠合板進行計算，縱向跨度Lx=200mm。q1=1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)××2）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×30.44×0.2=3.65kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=1N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×3.65/(2×1×0.018)=304KPa=0.304MPa；所以，底模的抗剪強度τ=0.304MPa小于抗剪強度設計值fv=1.2MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^9N/m2)××10-7m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（2）按局部腋角最大頂板厚度1100驗算模板支承在橫向50*100mm小方木上，方木縱向間距20cm，如下圖：取模板寬1m，其計算參數：1）作用在面板上的均布線荷載q1取1m寬膠合板進行計算，縱向跨度Lx=200mm。q1=1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)××2）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×39.44×0.2=4.73kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=1N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×4.73/(2×1×0.018)=394KPa=0.394MPa；所以，底模的抗剪強度τ=0.394MPa小于抗剪強度設計值fv=1.2MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^9N/m2)××10-7m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（3）按最大頂縱梁高度1800mm驗算模板支承在橫向50*100mm小方木上，方木縱向間距20cm，如下圖：取模板寬1m，其計算參數：1）作用在面板上的均布線荷載q1取1m寬膠合板進行計算，縱向跨度Lx=200mm。q1=1.2(Q1+Q2)+1.4(Q3+Q4)××2）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×60.44×0.2=7.25kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=1N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×7.25/(2×1×0.018)=604KPa=0.604MPa；所以，底模的抗剪強度τ=0.604MPa小于抗剪強度設計值fv=1.2MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^9N/m2)××10-7m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：6、縱梁側模拉桿計算按最大底縱梁高度1200mm計算，縱梁截面參數：梁寬1000mm，截面高度2200mm（含底板厚度1000mm），根據圖紙縱梁底板以上1200mm后澆，因此計算混凝土側壓力按1200mm進行計算。側模采用18mm厚膠合板（抗彎強度設計值f=11.5N/mm2，抗剪強度設計值fv=1.2N/mm2，彈性模量E=4500N/mm2，密度ρ=665kg/m3），側模橫向背楞采用50*100mm方木，豎向間距150mm，豎向采用Φ雙鋼管做背楞，縱向間距600mm，采用φ14對拉螺桿固定模板，縱向間距600mm，豎向間距300mm，見下圖：模板強度驗算要考慮新澆混凝土側壓力和傾倒混凝土時產生的荷載；撓度驗算只考慮新澆混凝土側壓力產生荷載。新澆混凝土側壓力計算公式為下式中的較小值:其中c——混凝土的重力密度，取25.0kN/m3；t——新澆混凝土的初凝時間，t=8h；V——混凝土的澆筑速度，取1.5m/h；H——混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度，取1.2m；1——外加劑影響修正系數β；2——混凝土坍落度影響修正系數，坍落度120~180mm時坍落度影響系數β。根據公式計算的新澆混凝土側壓力標準值F1=kN/m2，F2=30kN/m2取側壓力標準值30×30×4=41.6KN/m2因較大均布荷載、跨度主楞、側楞、模板在底模驗算時已計算過，不再計算，現僅對拉桿進行計算。（1）拉桿受力計算拉桿直徑φ14凈面積153.9mm2,抗拉設計強度標準值f=300N/mm2[N]=300N/mm2×153.9mm2=46.17kN(2)拉桿拉力計算公式:N=FA=Fab=41.6××0.6=7.49kN(其中:F——模板單位面積上最大荷載設計值kN/m2，a、b分別為拉桿縱向和豎向間距)N=7.49kN<[N]=46.17kN(可行)，即使用HPB300φ14作為拉桿滿足要求。7、負三層側模計算根據XXX站實際情況，1號、2號線線負一層、負二層側墻采用大塊鋼模及三角支架施工，1號線負三層由于倒撐的存在，側墻采用18mm厚膠合板及水平對撐鋼管架施工。側墻模板參數：模板采用18mm厚膠合板（抗彎強度設計值f=11.5N/mm2，抗剪強度設計值fv=1.2N/mm2，彈性模量E=4500N/mm2，密度ρ=665kg/m3）；豎向背楞采用50*100mm方木，縱向間距20cm，橫向背楞采用150*150mm方木，設置在可調頂托上，豎向間距30cm，水平橫撐鋼管按60*30cm間距布置。（1）模板強度驗算模板強度驗算要考慮新澆混凝土側壓力和傾倒混凝土時產生的荷載；撓度驗算只考慮新澆混凝土側壓力產生荷載。新澆混凝土側壓力計算公式為下式中的較小值:其中c——混凝土的重力密度，取25.0kN/m3；t——新澆混凝土的初凝時間，t=8h；V——混凝土的澆筑速度，取1.5m/h；H——混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度，取負三層最大凈高m；1——外加劑影響修正系數β；2——混凝土坍落度影響修正系數，坍落度120~180mm時坍落度影響系數β。根據公式計算的新澆混凝土側壓力標準值F1=kN/m2，F2=kN/m2F1<F2，取側壓力標準值kN/m2，分項系數1.2；有效壓頭高度h=F/c=74.37/25=2.974m?！痢?=94.84×=89.24KN/m2取模板寬1m，其計算參數：KN/m22）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×94.84×0.2=11.38kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=1N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×11.38/(2×1×0.018)=948KPa=0.948MPa；所以，底模的抗剪強度τ=0.948MPa小于抗剪強度設計值fv=1.2MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^9N/m2)××10-7m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（2）豎向背楞方木驗算豎向背楞為50mm*100mm方木，縱向間距200mm，橫向跨度300mm。A:作用在豎向背楞上的均布線荷載q1豎楞縱向間距Ly=200mm，橫向跨度Lx=300mm。q1=q*Ly=×0.2=18.97kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×18.97×0.3=3.41kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-5=2040kpa=2.04MPa<f=12MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*3.41/(2*0.05*0.1)=1023kpa=1.023MPa<fv=1.2MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*18.97*10^3*0.3^4/100/9000*10^6/4.167*10^(-6)=0.0000048m=0.004mm<l/400=300/400=0.75mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（3）橫向背楞驗算橫向背楞為150*150mm方木，豎向間距300mm，采用可調頂托支撐，支撐縱向間距600mm，豎向間距300mm。A:作用在主楞上的均布線荷載q1橫向主楞豎向間距Ly=300mm，縱向跨度Lx=600mm。q1=qLy=×0.3=28.45kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×28.45×0.6=10.24kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-4=1811kpa=1.81MPa<f=12MPa（可行）,其中W=bh2/6=0.15*0.15^2/6=5.63*10^(-4)。最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*10.24/(2*0.15*0.15)=682kpa=0.682<fv=1.2MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*28.45*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/4.22*10^(-5)=0.00006m=0.06mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。其中：I=bh^3/12=0.15*0.15^3/12=4.22*10^(-5))查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（4）水平對撐驗算側墻模板水平對撐鋼管可處理為支架立桿以進行穩(wěn)定性計算。將立桿縱距0.6m及水平鋼管步距0.3m范圍內的新澆筑混凝土對模板側面的壓力視為豎向支撐架模板上的混凝土重力，模板、支架的自重可忽略。單根水平對撐鋼管受到的最大側壓力為新澆筑混凝土產生的側壓力及振搗產生的水平荷載，即94.84KN/m2（見模板強度驗算一節(jié)），則lo=h+2a=0.9+2×長細比：λ=l0/i=2300mm/15.8mm=1查JGJ166-2008規(guī)范附錄E“Q235A級鋼管軸心受壓構件的穩(wěn)定系數”得φ=0.326，則N=kN≤φAf=0.326×489mm2×205N/mm2=32.68kN(可行)8、立柱模板受力計算按最大立柱截面尺寸900*1500mm進行計算，柱高按負三層最大柱高6.6m考慮。方柱采用1.8cm厚膠合木模板。內楞100×100木方豎向布置，凈間距200mm，外楞Φ48×3.5雙鋼管水平向布置，間距600mm，采用M16（橫向500mm，豎向600mm）對拉螺桿進行對拉，且與滿堂支架橫桿結合支撐。寬度大于1m的立柱中間設置拉桿。模板強度驗算要考慮新澆混凝土側壓力和傾倒混凝土時產生的荷載；撓度驗算只考慮新澆混凝土側壓力產生荷載。新澆混凝土側壓力計算公式為下式中的較小值:其中c——混凝土的重力密度，取25.0kN/m3；t——新澆混凝土的初凝時間，t=8h；V——混凝土的澆筑速度，取1.5m/h；H——混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度，取m；1——外加劑影響修正系數β；2——混凝土坍落度影響修正系數，坍落度120~180mm時坍落度影響系數β。根據公式計算的新澆混凝土側壓力標準值F1=kN/m2，F2=25*6.6=165kN/m2F1<F2，取側壓力標準值kN/m2，分項系數1.2；有效壓頭高度h=F/c=74.37/25=2.975m。傾倒混凝土產生的水平活載荷標準值為4kN/m2.分項系數1.4?！痢?=94.84KN/m2；驗算模板剛度時作用在梁側模板的均布荷載q=KN/m2。（1）模板受力計算取模板寬1m，其計算參數：KN/m2;2）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算，跨度為200mm;Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×94.84×0.2=11.38kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×11.38/(2×1×0.018)=948KPa=0.95MPa；所以，底模的抗剪強度τ=小于抗剪強度設計值fv=1.2MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^9N/m2)××10-7m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（2）豎向背楞受力計算豎向背楞為100*100mm方木，凈距200mm，支承在鋼管上，跨度600mm。A:作用在豎向背楞上的均布線荷載q1豎楞凈距Ly=200mm，跨度Lx=600mm。q1=q*Ly=×0.2=18.97kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×18.97×0.6=6.84kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W×10-4=4079kpa=4.1MPa<f=12MPa（可行）最大剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3*6.84/(2*0.1*0.1)=1026kpa=1.03MPa<fv=1.2MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*18.97*10^3*0.6^4/100/9000*10^6/8.333*10^(-6)=0.00022m=0.22mm<l/400=200/400=0.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（3）橫楞受力計算橫楞采用Φ48×3.5mm雙鋼管，豎向間距600mm，利用M16（橫向500mm，豎向600mm）對拉螺桿進行對拉固定模板，鋼管相關參數：I=12.187*10^（-8）m4，W=5.08*10^（-6）m3。A:作用在背楞上的均布線荷載q1橫向背楞豎向間距Ly=600mm，跨度Lx=500mm。q1=qLy=×0.6=56.9kN/mB:按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算：最大彎矩：Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1××0.5=17.07kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。則最大正應力：σmax=Mmax/W=1.42/（×2×10-6）=139763kpa=139.8MPa<fm=215MPa（可行）。最大剪應力：τmax=2Qmax/A=2*17.07*10^3/(2*489.06mm2)=34.9MPa<fv=125MPa（可行）最大撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)=0.677*56.9*10^3*0.6^4/100/2.1*10^11/12.187*2*10^(-8)=0.00098m=0.98mm<l/400=600/400=1.5mm(撓度合格）。查KW=0.677。采用同濟啟明星結構軟件復核，結果與上述計算一致，結果及圖如下：（4）模板拉桿受力計算對拉螺栓以及橫楞豎向間距為0.6m，對拉螺栓橫向間距0.5m，螺栓采用M16型，根據《鋼結構設計規(guī)范》表3.4.1-1,螺栓抗拉強度按170MPa考慮。則螺栓受到的最大拉力：F=qab=94.84*0.6*0.5=28.45KN<容許拉力=170*3.14*8*8/1000=34.2KN。螺栓拉力滿足要求。9、負一、二層側墻鋼模計算模板面板為δ6mm厚鋼板，豎肋為8#槽鋼,水平凈間距為200mm，橫向背楞為雙根[10#槽鋼，最大間距為900mm，吊鉤為φ20圓鋼。單側支模架子豎楞為2[14b#槽鋼,輔撐2[10#槽鋼，中部為單[10#槽鋼。連接部位為10毫米鋼板連接。每兩米板上分布3個架體，架體最大間距800mm。見下圖：（1）模板受力計算模板強度驗算要考慮新澆混凝土側壓力和傾倒混凝土時產生的荷載；撓度驗算只考慮新澆混凝土側壓力產生荷載。新澆混凝土側壓力計算公式為下式中的較小值:其中c——混凝土的重力密度，取25.0kN/m3；t——新澆混凝土的初凝時間，t=8h；V——混凝土的澆筑速度，取1.5m/h；H——混凝土側壓力計算位置處至新澆混凝土頂面總高度，取m；1——外加劑影響修正系數β；2——混凝土坍落度影響修正系數，坍落度120~180mm時坍落度影響系數β。根據公式計算的新澆混凝土側壓力標準值F1=kN/m2，F2=kN/m2F1<F2，取側壓力標準值kN/m2，分項系數1.2；有效壓頭高度h=F/c=74.37/25=2.975m。傾倒混凝土產生的水平活載荷標準值為4kN/m2.分項系數1.4?！痢?=94.84KN/m2；驗算模板剛度時作用在梁側模板的均布荷載q=KN/m2。取模板寬1m，其計算參數：KN/m2;2）按三跨等跨連續(xù)梁的均布荷載進行計算，跨度為200mm;3）根據《鋼結構設計規(guī)范》表3.4.1-1Q235鋼材抗彎強度設計值fm=215N/mm2,抗剪強度設計值fv=125N/mm2；4）抗彎截面模量W=bh^2/6=1*0.006^2/6=6*10^(-6)，慣性矩I=bh^3/12=1*0.006^3/12=1.8*10^(-8);5）鋼材彈模E=2.1×105N/mm2；Mmax=Kmq1l2=2=,Km為彎矩系數，查Km=0.1。最大剪力：Qmax=Kvql1×94.84×0.2=11.38kN,Kv為剪力系數，查Kv=0.6。正應力：σmax=Mmax/W=0.38*10^3/(6×底模面板的受彎強度計算值σ=N/mm2小于抗彎強度設計值fm=215N/mm2，滿足要求。剪應力：τmax=3Qmax/（2A）=3×11.38/(2×1×0.006)=2845KPa=2.85MPa；所以，底模的抗剪強度τ=小于抗剪強度設計值fv=125MPa滿足要求。撓度：ωmax=Kwq1l4/(100EI)××10^3N/m)×0.2^4m4)/(100××10^11N/m2)××10-8m4)≤l/400=200mm/400=0.5mm（撓度合格）。查KW=0.677。采用