辦公樓項目模板工程設計計算書

　　1、模板設計：

　　計算時，取3軸-4軸間及B軸-C軸間二層梁板最大的主梁及板厚進行計算，在這取4軸、B軸-C軸跨上的框架梁進行計算，其截面為：350×650mm2,框架梁長7.5m，板厚為100mm，層高為6.85m.梁底模板采用25mm厚模板，梁側模及平板模板采用18mm厚膠合板，50×100檀條，40×60楞方間距0.5m，側模立檔間距為為0.4m，進行支模。承托主梁底模采用頂撐尾徑為80mm，間距為800mm的木支撐；承托平板底模采用頂撐尾徑為80mm，間距為1000mm的木支撐。木支撐分二層進行支撐，在支撐分層處須用相同規格的檀條和膠合板密鋪，且上下二層木支撐的中心位置豎直對準，分層層高分別為3.4m和3.45m，計算時層高取3.45m.

　　經查《簡明施工計算手冊》，木材及膠合板抗壓強度設計值為：fc=10Mpa，抗剪強度設計值為：fv=1.4Mpa，抗彎強度設計值為：fm=13Mpa，調整系數K取1.3。

　　2、主梁底板計算：

　?、?、強度驗算：

　　底板承受荷載：梁的底模設計要考慮四部分荷載即：模板自重、新澆砼的重量、鋼筋重量及振搗砼時產生的荷載，均應乘以分項系數1.2，取底模25mm厚。

　　底模板的自重為：1.2×5×0.025×0.35=0.0525KN/M

　　砼荷重為：1.2×25×0.35×0.65=6.825KN/M

　　鋼筋荷重為：1.2×1×0.35×0.65=0.273KN/M

　　振搗荷載為：1.2×2×0.35=0.84KN/M

　　豎向荷載為：q=0.0525+6.825+0.273+0.84=7.9905KN/M

　　根據《砼結構工程施工及驗收規范》的規定，設計荷載值要

　　乘以0.90的折減系數。

　　所以，總豎向荷載為：q=0.9×7.9905=7.19145KN/M

　　框架梁長為7.5m，底模下面楞方間距為0.5m，底模的計算簡圖是一個等跨的多跨連續梁，由于模板長度有限，一般可按四跨連續梁計算（取最不利荷載進行計算），查《簡明施工計算手冊》附錄二表中得：Km=-0.121，Kv=-0.620，Kf=0.967

　　Mma*=KmqL2=-0.121×7.19145×0.5×0.5=-0.21754KN.m

　　底板所須截面抵抗矩為：Wn=Mma*/kfm=0.21754×106 ÷1.3÷13

　　=12872mm3

　　選用底板截面為25×350mm2

　　Wn=1/6×bh2 =1÷6×350×25×25=36458mm3>12872mm3

　　滿足要求。

　?、?、剪應力驗算：

　　V=KvqL=0.620×7.19145×0.5=2.2293KN

　　剪應力為：Tma*=3V/2bh=3×2.2293×1000÷2÷350÷25

　　=0.3822MPa

　　Kfv=1.3×1.4=1.82Mpa>0.3822MPa

　　滿足要求。

　?、?、撓度驗算：

　　按強度驗算荷載組合，進行強度驗算時采用荷載標準值計算，且不考慮振搗荷載

　　所以q=（0.0525+6.825+0.273）÷1.2×0.9=5.71725KN/M

　　WA=Kf×qL4÷100El

　　=0.967×5.71725×（500）4÷100÷9000÷1/12÷350÷253

　　=0.84245

　　[W]=L/400=500÷400=1.25mm>0.84245mm。

　　滿足要求。

　　2、主要側模計算：

　?、?、側壓力計算：梁的側模計算，要考慮振搗砼時產生的荷載及新砼對模板側面的壓力。

　　按T=28°（砼的入模溫度），VL=2m/h（砼澆筑速度），Ks=1.0（砼坍落度修正值），Kw=1.0（外加劑影響正系數）

　　Pma*=4+1500÷（T+30）×KsKwVL/3

　　=4+1500÷（28+30）×1×1×2÷3

　　=17.24KN/M2

　?、?、強度驗算：

　　立檔間距為400mm，設側模板按四跨連續計算。已知板厚為100mm,梁底模板為25mm，側模板為18mm

　　側壓力化為線布荷載：q=17.24×（0.65-0.10）=9.483KN/M，彎矩系數與底模相同。

　　Mma*=-KmqL02-0.121×9.483×0.4×0.4=-0.1836KN.M

　　須要：Wn=Mma*/kfm

　　=0.1836×1000000÷1.3÷13=10863mm3

　　選用側模板的截面尺寸：550×18mm2

　　則截面抵抗矩為：Wn=1/6×bh2=1÷6×550×18×18

　　=29700mm3>10863mm3

　　滿足要求。

　?、?、剪應力驗算：

　　剪力V=KvqL0=0.620×9.483×0.4=2.3518KN

　　剪應力：tma*=3V/2bh=3×2.3518×1000÷2÷550÷18

　　=0.3563MPa

　　Kfv=1.3×1.4=1.82MPa>0.3563MPa

　　滿足要求。

　?、?、撓度驗算：

　　WA=hP×qL4÷100EI

　　=0.967×9.483×4004÷100÷9000÷1/12÷550÷18÷18÷18=0.9758mm

　　[w]=l/400=500÷400=1.25mm>0.9758mm

　　滿足要求。

　　3、主梁頂撐計算：

　　采用頂撐尾徑為直徑80mm，間距為800mm的木支撐分兩層進行支撐，在每層中間縱橫各設二道水平拉條。

　　取L0=1400mmd=80mmi=d/4=20mm

　　λ=L0/i=1400÷20=70

　　強度驗算：

　　已知：N=7

.19145×0.8=5.75316KN

　　An=πR2=3.14×40×40=5026.55mm2

　　N/An=5.75316×1000÷5026.55=1.1445MPa<fc=10MPa

　　滿足要求。

　　4、平板模板計算：

　?、?、荷載計算：取1m寬板帶為計算依據。

　　模板自重：1.2×5×0.018×1=0.108KN/m，鋼筋混凝土荷重：1.2×25×1×0.10=3.0KN/m，振動荷載：1.2×2×1=2.4KN/m，人員荷載：1.2×2.5×1=3KN/m。根據《混凝土結構工程施工及驗收規范》的規定，設計荷載值折減系數為0.9。

　?、?、強度驗算：

　　總豎向荷載q=(0.108+3.0+2.4+3)×0.9=7.6572KN/m,

　　Mma*=KmqL2 =-0.121×7.6572×0.52 =-0.2316KN/m,

　　模板所須截面抵抗矩：

　　Wn=Mma*/Kfm=0.2316×106 ÷1.3÷13=13706mm3 ,

　　而模板的[W]=1/6×bh2 =1÷6×1000×182 =54000>Wn

　　滿足要求。

　?、?、剪應力驗算：

　　V=KvqL=0.620×7.6572×0.5=2.3737KN,

　　最大剪應力:

　　Tma*=3V/2bh=3×2.3737×103 ÷2÷1000÷18=0.1978MPa,

　　而模板的[T]=Kfv=1.3×1.4=1.82MPa>Tma*

　　滿足要求。

　?、軗隙闰炈悖?/p>

　　進行撓度驗算時，不考慮振動荷載和人員荷載，

　　q=(0.108+3.0)×0.9=2.7972KN/m,

　　WA=Kf.qL4 ÷100EI

　　=0.967×2.7972×5004 ÷100÷9000÷1×12÷1000÷183

　　=0.3865mm

　　而模板的[W]=L/400=500÷400=1.25mm>WA

　　滿足要求。

　?、蓓敁螐姸闰炈悖?/p>

　　N=7.6572×1.0=7.6572KN

　　An=πR2 =3.14×402 =5026mm2

　　N/An=7.6572×103 ÷5026=1.5235MPa<fc=10MPa

　　滿足要求。

　?、揄敁畏€定性驗算：

　　取L0 =1400mm，d=80mm，i=d/4=20mm，

　　λ=L0 /i=1400÷20=70

　　因為λ=70<91,

　　所以ψ=1/[1+(λ÷65)2]=1/[1+(70÷65)2 ]=0.463

　　N/ψAn=7.6572×103 ÷0.463÷5026=3.29<fc=10MPa

　　滿足要求。

　　5、結論：

　　梁底模板采用25mm厚模板，梁側模及平板模板采用18mm厚膠合板，50×100檀條，40×60楞方間距0.5m，側模立檔間距為為0.4m，進行支模。承托主梁底模采用頂撐尾徑為80mm，間距為800mm的木支撐；承托平板底模采用頂撐尾徑為80mm，間距為1000mm的木支撐。木支撐分二層進行支撐，在支撐分層處須用相同規格的檀條和膠合板密鋪，且上下二層木支撐的中心位置豎直對準，分層層高分別為3.4m和3.45m。滿足要求。

篇2：轉換層模板計算書

　　轉換層模板計算書

　　轉換大梁模板支撐荷載標準值，按照梁截面尺寸分為①500×（900，1200，1400），取500×1500計算；②（600～700）×（1200～2500），取700×1500、800×2000、800×2500計算；③（800～950）×（1600～2400），取950×2400計算；

　　1500×1500截面梁

　　1.1500×1500截面梁荷載設計值計算：

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×（0.5+1.5×2）×1.2＝2.1KN/m

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：26×0.5×1.5×1.2＝23.4KN/m

　　3）鋼筋自重設計值：1.5×1.5×0.5×1.2=1.35KN/m

　　4）施工人員及設備荷載設計值：2.5×0.5×1/1×1.4＝1.75KN/m

　　荷載設計值組合：2.1＋23.4＋1.35＋1.75=28.6KN/m

　　1.2次龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木方，間距50mm，跨度為550mm，但為保證鋼管主楞與立桿的連接，采用每排立桿為雙立桿的型勢，雙立桿間間距100mm，因此計算單元取550mm，雙立桿間的距離可忽略。按連續梁計算，次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　q=28.6kN/m

　　按無限跨梁計算彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：

　　[可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　1.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用48×3.5mm的腳手架鋼管，間距為550mm?？紤]到目前市場所用鋼管材料壁厚普遍在3mm左右，因此按照 48×3mm計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　由于荷載q并不滿布于主楞上，因此為簡化計算，按照最不利情況，即荷載q在主楞上滿布，2跨連續梁計算：

　　彎距：Mma*=0.125 ×ql2=0.125×31.46×4002=629200

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　?。?）立桿支座反力計算

　　按照2跨連續梁、主楞范圍內均布荷載計算，計算單元為沿梁長度1跨，即550mm。

　　作用在梁下主楞立桿上的均布荷載為q=28.6kN/m

　　支座反力Fma*=1.25×q×l=1.25×28.6×0.4m=14.3kN<27kN（查施工手冊立桿穩定承載力）

　　用扣件連接的邊支座F邊=0.375×q×l=0.375×28.6×0.4m=4.29kN

　　由于邊支座用扣件連接，為防止扣件在荷載作用下失效，在立桿與主楞的扣件下必須再加一個扣件。

　　2700×1500截面梁

　　2.1700×1500截面梁荷載設計值計算：

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×（0.7+1.5×2）×1.2＝2.22KN/m

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：26×0.7×1.5×1.2＝32.76KN/m

　　3）鋼筋自重設計值：1.5×1.5×0.7×1.2=1.89KN/m

　　4）施工人員及設備荷載設計值：2.5×0.7×1/1×1.4＝2.45KN/m

　　荷載設計值組合：2.22＋32.76＋1.89＋2.45=39.32KN/m

　　2.2 次龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木方，間距50mm，跨度為500mm,可按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　q=39.32kN/m

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　2.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用100×100mm的木方，間距為500mm，可按簡支梁計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　梁下布置3根立桿，按2跨連續梁計算。

　　最大彎距：Mma*=0.107×ql2=0.107×28.09×3502=368189.68

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　撓度驗算

　　[可]

　　3800×2000截面

　　3.1荷載設計值計算：

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×（0.8+2×2）×1.2＝2.88KN/m

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：26×0.8×2×1.2＝49.92KN/m

　　3）鋼筋自重設計值：1.5×2×0.8×1.2=2.88KN/m

　　4）施工人員及設備荷載設計值：2.5×0.8×1/1×1.4＝2.8KN/m

　　荷載設計值組合：2.88＋49.92＋2.88＋2.8=54.48KN/m

　　3.2 次龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木方，間距50mm，跨度為550mm與250間隔布置。按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距： 抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　q=54.48kN/m，

　　木方次楞間距50mm，則作用在單根木方次楞上的荷載為q1=q/（800/50）=3.45kN/m

　　103

　?。ò?跨連續梁計算）

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　3.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用100×100mm的木方，間距為250、550mm間隔布置。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　支架立桿間距400，在梁下設3排立桿，按2跨連續梁計算。

　　最大彎距：Mma*=0.125×ql2=0.125×54.48×4002=1089600

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　4800×2500截面梁

　　4.1荷載設計值計算：

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×（2.5×2＋0.8）×1.2＝3.48KN/m

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：26×0.8×2.5×1.2＝62.46KN/m

　　3）鋼筋自重設計值：1.5×2.5×0.8×1.2=3.6KN/m

　　4）施工人員及設備荷載設計值：2.5×0.8×1×1.4＝2.8 KN/m

　　荷載設計值組合：3.48＋62.46＋3.6＋2.8=72.34KN/m

　　4.2次龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨

采用80×50mm的木方，間距50mm，跨度為550mm與250mm間隔布置,計算單元按2跨連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　q=72.34kN/m

　　木方次楞間距50mm，則作用在單根木方次楞上的荷載為q1=q/（800/50）=4.52kN/m

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　4.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用兩根并排的48×3.5mm的腳手架鋼管，放置在頂托最上端，間距為550mm、250mm間隔布置?？紤]到目前市場所用鋼管材料壁厚普遍在3mm左右，因此按照 48×3mm計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　支架立桿間距400，在梁下設3排立桿，按2跨連續梁計算。

　　最大彎距：Mma*=0.125×ql2=0.125×72.34×4002=1446.8

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　5950×2400截面梁

　　1荷載設計值計算：

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×（2.4×2＋0.95）×1.2＝3.45KN/m

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：26×0.95×2.4×1.2＝71.14KN/m

　　3）鋼筋自重設計值：1.5×2.4×0.95×1.2=4.1KN/m

　　4）施工人員及設備荷載設計值：2.5×0.95×1.4＝3.325KN/m

　　荷載設計值組合：3.45＋71.14＋4.1＋3.325=82.015KN/m

　　2次龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木方，間距50mm，跨度為550mm與250mm間隔布置,計算單元選取為2跨，按2跨連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　Q=82.015kN/m

　　木方次楞間距50mm，則作用在單根木方次楞上的荷載為q1=q/（950/50）=4.32kN/m

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用100×100mm的木方，間距為550mm、250mm間隔布置。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　支架立桿間距320mm，在梁下設4排立桿，按3跨連續梁計算。

　　彎距:Mma*=0.1ql2=0.1×69.07×3202=707276.8

　　受彎構件的抗彎承載力：

　　σ=M/W=707276.8/166666=4.24N/mm2 <fm=17N/mm2

　　因此，合格。

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　6180mm厚樓板

　　6.1轉換層樓板模板支撐荷載標準值（即計算每平方米荷載，樓板厚180mm）

　　1）模板及支架自重設計值：0.5×1.2＝0.6KN/m2

　　2）新澆筑混凝土自重設計值：0.18×24×1.2=18 KN/m2

　　3) 鋼筋自重設計值：1.1×0.18×1.2=0.24 KN/m2

　　4)施工人員及設備荷載設計值：2.5×1.4＝3.5KN/m2

　　荷載設計值組合：0.6＋18＋0.24＋3.5=9.52KN/m2

　　6.2樓板底模次龍骨驗算

　　a.抗彎強度驗算：

　　次龍骨采用80×50mm的木方，間距150mm，跨度為800mm,可按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載基本上為均勻荷載，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：

　　[可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　6.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用48×3.5mm的腳手架鋼管，間距為800mm，可按等跨連續梁計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　7梁側模驗算

　　4.7.1500×1200截面梁

　　4.7.1.1砼側壓力計算

　　砼自重取24KN/m3,強度等級為C50，塌落度為14~16cm，采用導管卸料，澆筑速度為1.8m/h，砼溫度取20℃，用插入式振搗器振搗。

　　1）、砼側壓力標準值：

　　t0=200/(T+15)=200/(20+15)=71

　　F1=0.22γct0β1β2V1/2=0.22×24000×71×1.2×1.15×1.81/2=582KN/m2

　　F2=γcH=24×1.2=28.8KN/m2

　　取兩者中小值，即F2=28.8KN/m2

　　砼側壓力設計值：

　　F=F2×分項系數×折減系數=F2×1.2×0.85=28.8×1.2×0.85=29.376KN/m2

　　2）、傾倒砼時產生的水平荷載，查表8-66為4KN/m2

　　荷載設計值為4×1.4×0.85=4.76KN/m2

　　3）、F`=F+4.76=34.136KN/m2

　　7.1.2次龍骨（內楞）驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木板，間距200mm，跨度為500mm,可按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載按均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　7.1.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用48×3.5mm的腳手架鋼管，間距為500mm，可按等跨連續梁計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　對拉螺栓采用Φ14mm，縱橫

間距均為500mm，凈截面積A=105mm2,

　　N容許=17.8KN

　　對拉螺栓承受的拉力為：N=F`×A=34.136×0.5×0.5=8.534KN< N容許

　　對拉螺栓的應力為：σ=N/A=8.5×103/105=81N/mm2<170N/mm2（可），滿足要求。

　　7.2700×2000截面梁

　　4.7.2.1側壓力荷載

　　F1=0.22γct0β1β2V1/2=0.22×24000×71×1.2×1.15×1.81/2=582KN/m2

　　F2=γcH=24×2=48KN/m2

　　取兩者中小值，即F1= 48KN/m2

　　砼側壓力設計值：

　　F= F1×分項系數×折減系數=F1×1.2×0.85=48×1.2×0.85=48.96KN/m2

　　傾倒砼時產生的水平荷載，查表8-66為4KN/m2

　　荷載設計值為4×1.4×0.85=4.76KN/m2

　　F`=F+4.76=53.72KN/m2

　　7.2.2次龍骨（內楞）驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木板，間距200mm，跨度為400mm,可按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見右圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載按均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　7.2.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用48×3.5mm的腳手架鋼管，間距為400mm，可按等跨連續梁計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　對拉螺栓采用Φ14mm，縱橫間距均為400mm，凈截面積A=105mm2,

　　N容許=17.8KN

　　對拉螺栓承受的拉力為：N=F`×A=53.72×0.4×0.4=8.6KN< N容許

　　對拉螺栓的應力為：σ=N/A=8.6×103/105=81.9N/mm2<170N/mm2（可），滿足要求。

　　7.3950×2500截面梁

　　4.3.3.1側壓力荷載

　　F1=0.22γct0β1β2V1/2=0.22×24000×71×1.2×1.15×1.81/2=582KN/m2

　　F2=γcH=24×2.5=60KN/m2

　　取兩者中小值，即F1= 582KN/m2

　　1、砼側壓力設計值：

　　F= F1×分項系數×折減系數=F1×1.2×0.85=582×1.2×0.85=56.94KN/m2

　　傾倒砼時產生的水平荷載，查表8-66為4KN/m2

　　荷載設計值為4×1.4×0.85=4.76KN/m2

　　F`=F+4.76=61.7KN/m2

　　7.3.2次龍骨（內楞）驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　次龍骨采用80×50mm的木板，間距200mm，跨度為500mm,可按連續梁計算,次龍骨截面和計算簡圖見圖。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　彈性模量：

　　次龍骨上的荷載按均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　7.3.3主龍骨驗算

　?。?）抗彎強度驗算

　　主龍骨采用48×3.5mm的腳手架鋼管，間距為400mm，可按等跨連續梁計算。

　　毛截面：

　　慣性距：

　　抵抗彎距：

　　鋼材的彈性模量：

　　主龍骨受到次龍骨傳來的集中荷載，簡化為均勻荷載計算，取兩支點跨中之間為計算單元，化為線荷載：

　　彎距：

　　受彎構件的抗彎承載力：： [可]

　?。?）撓度驗算

　　[可]

　　對拉螺栓采用Φ14mm，縱橫間距均為400mm，凈截面積A=105mm2,N容許=17.8KN，

　　對拉螺栓承受的拉力為：N=F`×A=61.7×0.4×0.4=9.87KN< N容許

　　對拉螺栓的應力為：σ=N/A=9.87×103/105=94N/mm2<170N/mm2（可），滿足要求。

篇3：用IF函數計算個稅模板

　　用IF函數計算個稅模板

　　現在人力資源管理軟件層出不窮，且大多數都有工資計算模塊，但一些小型企業出于成本考慮，依然在使用E*CEL軟件計算工資，而如何在E*CEL中設置個人所得稅的計算公式往往是一個難點，本文就此給出一個計算模板，以供參考。

　　1、建議在工資表中專門設置“應稅工資“項目以備在個稅的計算公式中使用（指需要納稅的工資額，可以通過加減公式得出，比較簡單，此處不再列舉），此處假設該項目在E*CEL中的位置為AC8。

　　2、個人所得稅計算公式

　　IF(AC8<=0,0,IF(AC8<=500,AC8*0.05,IF(AC8<=2000,AC8*0.1-25,IF(AC8<=5000,AC8*0.15-125,IF(AC8<=20000,AC8*0.2-375,0)))))

　　注：

　?。?）綠色表示條件，紅色表示結果 。

　?。?）公式結尾的括號不可缺少，必須與前面的括號一一對應。