临时房结构计算书文档格式.docx

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1.屋面部分构（配）件强度核算：

（1）YX820彩钢压型屋面板；

在荷载作用下，允许檩距2m,实际配置檩距0.90m。

安全度k=2.2“安全”

（2）圆钢管檩条：

L=3.45m.q=（30×

1.4×

+6×

1.1）×

0.9m=49×

0.9=44.10㎏/m=0.044T/m；

选用长管按联续梁计算。

M=1/16×

0.044×

3.452=0.03226T-m=3226㎏-cm;

选用钢管檩条Φ34×

2.5m/m,Wx=1.82cm3；

Rn=0.9fn=0.9×

2050=1845㎏/cm3实需W=M/Rn=3226/1845

=1.75cm3≤1.82cm3“安全”钢管檩条须由原Φ25×

2改为Φ34×

2.5m/m,因为须承载各季雪荷重。

（3）法式“浩宇”桁架：

跨度L=7.20m,高h=1.597ma=23°

30’tg=0.4375·

（h/0.5×

L=1.597/3.65）≈0.4348.sin=0.3987cos=0.9171.节点荷重p=[（30×

1.4+6×

3.45×

0.90]+（2×

1.1+9×

1.1）=152+18=170㎏=1.70KN；

RC=680㎏RB=765KN

桁架内外应力图

支点反力Rc=4P=4×

170=680㎏=6.80KN

RB=4P=4×

170=680㎏=680㎏+85㎏=765㎏

RA=0

“浩宇”桁架节点内应力计算（分析）：

节点：

-NAB=RC·

1/sina=680×

1/0.3987=1706㎏；

+NAF=-NAB·

COS=-1706×

0.9171=1545㎏

-NBC=-NAB-P·

1/sina=1706-170×

1/0.3987

=1706-427=-1279㎏；

+NBG=2.5P·

1/sina=2.5×

170×

1/0.3987=425×

1/0.3987=+1066㎏；

-NCD=-NBC-P·

1/sina=-1279-427=-852㎏

+NCH=1.5P·

1/sina,41°

35’=1.5×

1/0.6593=255×

1/0.6593=387

-NCG=2.5P×

170=-425㎏

+NGH=+NAF-（+NBG·

Cosa23°

30’）=1545-（1066×

0.9111）=1545-978=567㎏；

+NHI=+NGH-（+NCH·

Cona41°

15’）=627-（387×

0.7518）=627-291=+336㎏；

+NCH=387㎏.

-NDE=-NCD-（1/2P·

1/sina23°

30’=852-213=-639㎏

+NPI=1/2P·

1/sina52°

45’=1/2×

1/0.796=107㎏；

-NDH=1.5P=1.5×

170=255㎏

-NCD=-852㎏

+NHI=NGH-（NCH·

cosa52°

45’）=567-（387×

0.6053）=567-234=333㎏

右侧悬挑三角部分JKLM节点：

N1=1/2P+160=170/2+160=245㎏

+NJL=N1·

L1÷

h1=245×

1.10m/0.40=674㎏

-NKL=+NJL=-674㎏

-NJK=RB=4P+1/2P=4.5×

170=765㎏

+NJM=3P·

30’+NJL=3×

1/0.3987+674=1279+674=1953㎏；

各杆件断面，取最大内应力配置：

上弦杆：

NAH=-1706㎏.L0=L·

1/COSA23°

30’=0.9125×

1/0.9171=0.995m≈1.000m,rx=1.39,λ=L0/r=100/1.39=72,?

=0.778需A=1706/1845×

0.778=NAB/FC×

g=1.19cm2；

现选用┓┏2-50×

50×

3A=2.97×

2=5.94cm2>

1.19cm2“安全”

下弦杆：

+NAF=+NFG=+1545㎏,A=+NFG/fp=+1545/1845=0.834cm2,现选用┓┏2～40×

40×

3.A=5.94cm2>

0.834cm2

中间斜杆和立杆（复杆）均采用>

30×

3A=1.75cm2，可承压应力-NC=2658～1302㎏>

内应力-425～170㎏“安全”拉应力+NP=1.75×

1845=3228㎏>

内拉力+NJM=+1955㎏；

走廊侧柱立杆增加2┏┓30×

3，A=3.5cm2-N=4100㎏>

765㎏桁架各部份均“安全”。

φ

2.二层吊顶及檩、梁、柱强度核算

（1）50厚岩棉夹心板可承强度核算：

跨间La=6.3/5=1.26m,Lb=1.20+0.30=1.50m,板自重Qgn==24×

1.2m×

1.1=31.68≈32㎏/㎡,吊顶板上部不考虑活荷载，但每块板得每一跨间考虑一个人的施工集中荷载，PN=1.00KN=100㎏；

50厚板，在1.4m跨情况下，允许外荷载Qg=200㎏/㎡.

现将集中荷载拆算成均布荷载：

MP=PNL/4=1.00×

1.26m/4=31.50㎏-m二层吊顶外力荷载图

Q=8MP/L2=8×

31.5×

1/1.262×

1/1.2=252/1.59×

1/1.2=132㎏/1.2m宽，综合外荷载εQ=Qgn+Q=32+132=164㎏/1.2m∠允许外荷【Q】=200×

1.4/1.26×

1.2=200×

1.68/1.512×

1.2=267㎏/1.2㎡“安全”。

1.5m跨：

εQ=Qgn+Q=199㎏/1.2㎡；

【Q】1.5=200×

1.4/1.50×

1.2=224㎏/1.2m·

m>

199㎏/1.2m·

m“安全”。

（2）吊顶檩条：

跨度L=3.45m,用料口30×

60×

2mm/m,AH=5.975cm2,Wx=11.35cm3[M]=WxFn=11.35×

1845=20941㎏-cm=0.20941T-M；

[Q]=M8/L2=0.20941×

8/3.452=0.141T/M=141㎏/1.26m·

m=111㎏/m；

>

εQ外荷载；

吊顶板及檩自重：

24×

1.1×

1.26+5×

1.1=39㎏/m；

施工荷载折算成均布荷载：

QP=PL/4·

8/L2=100×

3.45/4×

8/3.452=100×

2/3.45=57.971㎏/m.

综合外荷载均布重：

εQn=QG+QR=39+58=97㎏/m<

允许承载111㎏/m；

（3）吊顶横向主梁：

跨度L=6.0m,用料口80×

80×

2.5AA=8.88cm2,Wn=21.42cm3,[M]=Wxfn=21.42×

1845=39575㎏-cm=0.39575T-m；

P=100+39×

3.45=235㎏

P1=100+43×

3.45=248㎏

P2=100+100+0.75×

27×

3.45=270㎏

P3=100+100+0.63×

3.45=260㎏

主梁反力：

RC=2P+P3=2×

235+260=730㎏

RB=2P+P1+P2=2×

235+248+270=988㎏

RA=0～270㎏

主梁内应力：

悬臂部位：

-MP=P2la=270×

1.50=405㎏-m>

[M]=WnFn=21.42×

1845=39575㎏-cm=396㎏-m；

有点不够，但因有？

根口30×

2小方管支承。

故仍可用“安全。

”

跨中间：

Mc=2P·

1/2L-（P1/2·

a+P·

1.5a）=2×

235×

6.3/2-（235×

1.26/2+235×

1.5×

1.26）=1481-589=892㎏-m>

Wxfn=396㎏-m；

采用矩形管梁较小，核算断面尚不够，但由于梁安装完后，与横隔墙用铝铆钉连结。

50厚的夹心板横隔墙，垂直承力可达N≧1260㎏/m=梁支点需可达Nb=1260×

1.26=1588㎏/点，“安全”。

（4）钢管柱（二层部分）：

柱高H=2.75m,传至柱顶荷载：

NRC=屋面传来680+吊顶梁传来730+大围天沟积水（0.25×

0.25×

1000）=216=1626㎏；

NRB=765+988+216=1969㎏；

选用管柱口80×

3，Aa=9.36CM2Vx=3.12cm,X=H0=275/3.12=88.7查表：

Φ=0.676[N]=AaFc?

=9.36×

1845×

0.676=11.674㎏可承；

fc=NRC/Aa?

=1626/9.36×

0.676=273㎏/cm2<

1845㎏/cm2“安全；

”fCB=NRB/Aa?

=311㎏cm2<

1845㎏/cm2“安全”；

钢柱与二层梁、柱连结采用焊接和螺栓连结均可，但不得小于4M14栓。

3.二层钢筋混凝土预制板配件及二层主桁架、付桁架、管柱强度核算：

（1）钢筋混凝土预制板：

规格：

900×

450×

30m/m,支距L=0.90m-0.03=0.87m,b=0.495m,h1=0.03m=3cm,有砂浆层时h2=3+2=5cm,h01=3-（10+4/2）=1.8cm,

h02=5-（10+4/2）=3.8cm；

板内配主筋：

5Φ4（冷板高强钢丝），分布筋5Φ4；

主筋Aa=0.126×

5=0.63cm2fap=2500㎏/cm2砼C30.fyn=165㎏/cm2,粗砂找平层：

C20·

fyn=110㎏/cm2X1=Aa·

Fap/bn·

fyn=0.63×

2500/49.5×

165=1575/8167

=0.193cm；

有找平层可利用时X2=0.63×

110=1575/5445=0.29cm；

Z1=h01-x/2=1.8-0.2/2=1.7cm；

Z2=h02-x2/2=3.8-0.3/2=3.65cm；

a.无找平层情况下，板上部可承外荷：

Q1=[（AaFapz）·

8/L2]×

2=[（0.63×

2500×

1.70）×

8/0.872]×

2=283×

2=566㎏/m；

b.有粗砂20厚找平层情况下，可承外荷：

Q2=[（AaFapZ2）·

3.65）×

2=607.66×

2=1215.22㎏/m；

c.板面外荷载：

活荷载Q1=200×

1.4=280㎏/㎡.

粗砂浆找平层20厚Q2=（0.02×

2000）×

1.1=44㎏/㎡

板自重Q3=（0.03×

2500）×

1.1=83㎏/㎡；

∑Q=280+44+83=407㎏/㎡；

d.预制板可承载内力大于外力：

Q1=566>

εQ=407；

“安全”

（2）.付桁架强度核算：

承担楼面呆、活荷重的付桁架，用角钢组合焊接成形，计算长度L=3.45m,高度h=450m/m,有效计算高度kz=420m/m,上、下柱角钢均用2？

30×

3，中间斜腹杆用“>

”30×

3，

A上、下=3.50cm2,A腹=1.75cm,付梁布置间距@900m/m,楼面活重、呆重及桁架自重Qnpq=（活重200×

1.4+板重0.03×

1.2+粗砂浆找平层0.02×

2000×

1.2+塑钢企口板吊顶12+付桁架自重15）×

0.9=445×

0.9=401㎏/m=4.01KN/m.

付桁架跨中弯矩+Mmax=1/8·

QL2=0.125×

0.401T×

3.452=0.59661T-M,=59661㎏-㎝；

传到主梁上的反力（切力）：

V=1/2·

QL=1/2×

0.4m×

3.45m=0.692T=692㎏=6.92KN；

-N上=+M/Z=59667/42=1421㎏=14.21KN；

+N下=+M/Z=59661/42=1421㎏=14.21KN；

±

ON=V/sina45°

=692/0.7071=979㎏=9.79KN；

Sin=cos=0.7071（审者注：

此法较简化但安全）

付桁架中间设一道横向水平拉杆，用Φ8园钢或L202×

3角钢均可，与桁架上弦杆焊结，确保侧向稳定。

侧向L0=3.45/2=1.725m=172.50cm,Vy=1.39cm,单根Vy=0.91cm,λ=L0=Vy=172.5/1.39=124,斜杆λx=60/0.91=66,ρy=0.439,ρx=0.811；

上、下柱杆Ln0=84㎝,斜杆L斜=61.6㎝

上弦杆双角钢断面强度：

fc=-N上/A上ρ上=1421/3.5×

0.439=925㎏/cm2；

下弦杆双角钢断面强度：

fp=+N下/A下=1421/3.5=406㎏/cm2；

斜腹杆单角钢断面强度：

f腹=-ON/A腹ρx=979/1.75×

0.811=690㎏/cm2；

内应力：

fc、fp、f腹均小于﹤钢材单位允许强度[f]=1845㎏/cm2，确保使用要求——“安全”。

焊缝及连结螺栓，须按规定配置。

但安装时，付桁架上弦杆端部必须搁置在主桁架上部，然后用螺栓固定（亦可焊接）。

（3）二层主桁架强度核算：

I此桁架主梁，主要承载楼面付桁架传来之集中荷载，付桁架间距900m/m，靠近走廊需为750m/m,主桁架用角钢组合焊成，“？

”型，桁架主跨计标长度L1=6.0m,悬挑部分L2=1.2m,桁高h=0.50m,几何高Z=h-zy=50-4=46㎝,上、下弦杆件采用“┏┓”、“┗┛”50×

46×

4.5×

7.2m/m,A上A下=10.94cm2，腹杆，斜杆用“┏┓”2-30×

3和“┏┓”2-30×

3，A腹=6.18cm2，A斜=3.50cm2，L腹=500m/m,L斜=500×

1/sina=48°

=500×

1/0.7431=673m/m,上、下斜杆计算长度L0=900m/m,上弦杆ry=1.42cm,腹杆rx=1.22,斜杆vx=0.91cm,λ=L0/ry=90/1.42=63.4,ρ=0.826,λ腹=L腹/vx=50/1.22=41,ρ腹=0.923，λ斜=67.3/0.91=74，ρ斜=0.767

Ⅱ、上部传来垂直荷载：

A二层“c”轴柱传来重N1=NRC=1626㎏=16.26KN；

B二层“b”轴柱传来重N2=NRB=1969㎏=19.69KN；

C二层楼面呆、活重传给付桁架支点传来重P=692+主桁架自重（2×

8.60×

0.9+2×

2.42×

0.50+2×

1.75×

1.22）×

1.2=692×

2+（22.17）×

1.2=1384+26.60=1410.60≈1411㎏=14.11KN；

D、同上P1=P·

（0.9+0.75）/2×

1/0.9=1411×

（1.65/2）×

0.917=1294㎏=12.94KN；

E、同上P2=P·

（0.75+0.625/2）×

（1.375/2）×

0.764=1078㎏=10.78KN；

F、同上P3=P·

0.625/0.90=980㎏=9.8KN；

G、悬臂梁端集中荷：

1/2P3=980/2+（2人=200）=690㎏=6.90KN；

H、二层横隔墙自重G板=2.8×

11×

1.2=37㎏/m=0.37KN/m；

I、端荷1/2P=1411×

1/2=706㎏=7.06KN；

J、左支点反力（切力）：

RC=3P+1/2P+N1+墙L/2=3×

1411+706+1626+37×

6.15/2=4233+706+1626+114=6679㎏=66.79KN/左端（切力VC=6679-1/2P-N1=4349㎏）；

K、右支点反力：

RB=墙板L/2+2P+P1+P2+P3+1/2P37+N2=37×

6.15M/2+2×

1411+1294+1078+980+690+1969=8947㎏=89.47KN/右支端（左切力VB左=2P+P1=2×

1411+1294=4116㎏,右切力VB右=P3+1/2P37=980+690=1670㎏；

Ⅲ主桁架跨中最大弯矩+Mmax和“B”支点负弯矩-Mmax；

+Mmax=3P1/2L-[P·

（0.45+1.35+2.25）]=3×

1411×

1/2×

6.15-[1411×

4.05]=13017-5715=7302㎏-m=73.02KN-M;

=7.302T-m；

-Mmaxb=P3a1+1/2P37a2=980×

0.625+690×

1.225m=-612.50+845.25=-1457.75㎏-m=14.5775KN-m=1.47575T-m；

Ⅳ上、下弦杆受压、受拉和腹杆、斜杆受切：

-NC、+NP、±

ON；

-NC=1/8·

Mmax=1/0.46×

7.302=15.874T=158.74KN；

+NP=1/8·

ON左=±

VC左/sina·

48°

=4.349/0.7431=5853F=58.53KN；

ON右=-VB左/sina48°

=4.116/0.7431=5.539T=53.39KN；

悬臂杆上弦：

+NBP=-Mmax/Z1=1.47575/0.30=4.91916T=49.19KN，杆下弦=+NBC=-Mmax/Z=1.47575/0.30=4.91916T=49.19KN.

Ⅴ.上、下弦杆，腹杆、斜杆及悬臂杆内力强度核算：

上弦杆fC=-NC/A上ρ上=-15874/10.94×

0.826=1757㎏/cm2<

1845㎏/cm2；

下弦杆fP=+NP/A下=+15874/10.94=1451㎏/cm2<

1845㎏/cm2

腹杆fC腹=-P/A腹ρ腹=-1411/6.18×

0.923=248㎏/cm2<

斜杆左fC左=-ON左/A斜·

ρ斜=-5853/3.5×

0.767=2180>

845㎏/cm2

斜杆右fB左=+ON右/A斜=+5539/3.5=1583㎏/cm2<

悬臂上弦：

fB右=+NBP/A上=-4919/10.94=450㎏/cm2<

同上下弦：

fB右=-NBC/A下·

ρ=-4919/10.94×

0.826=544㎏/cm2<

主桁架核算结果，构件断面均符合强度要求，唯左支点第一根斜杆断面较小，须换成“┏┓”2-402×

4杆件。

其它杆件均可符合使用。

横向端头板厚改为δ=6～8m/m,连结螺栓由原来4m12改为4m16,这样桁架端部，支承反力可确保安全。

（审者注：

此桁架内应力分析计算简便，但更安全）。

（4）二层管型钢柱：

管柱断面“□”100×

100×

3.H=H0=315cm,γx=3.94,A=11.85cm2,λ=H0/γn=315/3.94=79.95,查表ρ=0.731上部由梁传下纵向垂直荷载：

最大Rbmax=8947㎏,最小RCmin=6679㎏；

管柱可承外荷载：

fcmax=Afcρ=11.85×

0.731=15982㎏=159.82KN>

上部垂直外力；

K=fcmax/Rbmax=15982/8947=1.786≈1.8.

管柱底板用-200×

200×

6～8m/m.焊接6m/m,与楼面梁连结的膨胀螺栓用4M14～16Lm≧150m/m。

ψω

4.横隔墙抗风强度核算：

（1）风载承力图形

（2）WK=B2·

WS·

WZ·

W0=1.0×

1.3×

1.0×

70=91㎏/cm2;

=0.91KN/㎡；

取计算受风面宽度为b=B/2×

2=3.45/2×

2=3.45m；

受风面高度（取正面檐口高）H=3.15m+2.75m+0.30=6.20m；

背面吸风面H背=6.20+1.47=7.67m；

建筑结构“C-B”宽度Lm=6.30m；

传到“B”点之抗风垂直建筑物自重（用以克制风力移位）：

NGB=（屋面板及浩宇桁架净重77×

0.9）+（正面墙板10.5×

6.20m×

0.9+横墙板10×

5.90×

3.075m×

0.9）+（楼面板及抹面层115×

4.275×

0.9）+（钢配件200×

0.9）=70+365+1526+180=2141㎏.

由在面风向左吹动引起向左倾覆弯矩┌M左=0.8×

0.091×

6.20？

×

1/2=4.8273T-M；

由屋面、房架、墙面、横墙、楼面、钢构件净重自重克制的抗风抗拒┐M右=NGB·

LC-B=2.141T×

6.30m=13.4883T-M=134.883KN-M；

倾覆安全系数K=M右┐/M左┌=13.4883/4.8275=2.70>

1.50“安全”。

﹤抗风稳定，可靠安全﹥。