临时房结构计算书

1、.定型活动房计算书概况：本工程为工地办公用房。 采用二层建筑。 为轻钢与彩钢夹芯板组合的新型板建筑，一层、二层钢架、骨架用预埋钢件与基础底板连结固定。本工程项目一层、二层高（ 2.8m+2.8m）=5.6m。本计算书只作二层轻钢部分和彩钢部分的强度可行安全核标。对土建部分的可行安全核算工作，另行布置。本建筑围护配件为彩钢夹芯板，其中：外墙为75 厚彩钢夹芯板，内隔横墙为 50 厚彩钢夹芯板（均为企口型连接） 屋面板为 0.5 厚单层彩钢压型板， 吊顶：一层塑料企口板。 承重结构采用轻型钢结构构件。 其中：二层部分用型钢焊制组合桁架作主、次梁，承载二层楼面荷载；方管柱承载上部传来之纵向垂直力。二

2、层用方管和矩形管组合与彩夹墙板连结，借以承载吊顶和屋面，屋顶桁架荷载。所有二之横隔墙板， 须嵌入主梁中心轴位置， 以利用其抵抗外来横向风荷载。 钢柱与底部基层的连接，最妥用预埋件，焊接连接。若必须用螺栓连接，须每点不少于 4 只 M14。二层楼面板，采用江华公司自制生产的定型钢筋砼预制板，30×500× 900m/m，30 厚 C20 细石砼，随捣随光。整幢建筑建造组装时，空管框架用焊接连结，并用自钻自攻螺栓或铝铆钉与围拒墙体固定。二层主、次桁架和承重柱连结，需采用镀锌螺栓。 与外围墙接触的主、 次桁架需用自钻自攻螺栓与外围墙连结，以确保整幢建筑物稳固。二、采用相关数据：1

3、. 活荷载：（1）楼面 qp =2.00KN/ ;(2) 屋面（不上人）=0.30KN/ 2. 风 荷 载 ：（ 3 ） Wo=0.70KN/ ;B 2=1.00 Ws=1.30 Wz=1.00 Wk=B2·Ws· Wz·Wo=1×1.30 ×1×0.70=0.91KN/ ；3. 雪荷载：（4）Sk=WrSo=1×0.30KN/ ；4. 分类系数：（5）活重 n=1.40 ； （ 6）呆重： ng=1.1 1.2 ；5. 构配件单位自重： （7） 彩钢板自重 q1=0.105 0.11 KN/ ； （ 8）钢筋砼预制板 q2

4、=h=30 厚 =0.75KN/ ；(9) 砂浆找平层 厚 20=0.40KN/；（10）塑料企口吊顶板 =0.12KN/ ；（12）屋面彩钢单层压形板 =0.06KN/ ；.三. 结构计算：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 ×

5、 3.45 2=0.03226T-m=3226 -cm; 选用钢管檩条34×33实需 W=M/Rn=3226/18452.5m/m,Wx=1.82cm；Rn=0.9f n=0.9 ×2050=1845 /cm33“安全”钢管檩条须由原25× 2 改为 34×2.5m/m, 因为=1.75 cm1.82 cm须承载各季雪荷重。（ 3 ） 法式 “ 浩宇 ” 桁 架： 跨 度 L=7.20m, 高 h=1.597m a=23° 30 tg=0.4375 · (h/0.5 × L=1.597/3.65) 0.4348. sin=0

6、.3987cos=0.9171.节点荷 重p=(30× 1.4+6 × 1.1)× 3.45 × 0.90+(2× 3.45× 1.1+9 ×1.1)=152+18=170 =1.70KN；R C=680 RB=765KN桁架内外应力图支点反力 Rc=4P=4×170=680 =6.80KNRB=4P=4×170=680 =680 +85 =765RA=0.“浩宇”桁架节点内应力计算（分析） ：A 节点：-NAB=RC·1/sina=680 ×1/0.3987=1706 ；+NAF=-

7、NAB·COS=-1706×0.9171=1545 B 节点：-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 ；C 节点：-NCD=-NBC-P· 1/sina=-1279-427=-852+NCH=1.5P · 1/sina,41° 35 =1.5 × 170 ×1/0.6593=255 &

8、#215; 1/0.6593=387-NCG=2.5P×170=-425 H 节点：+NGH=+NAF-(+N BG· Cosa23° 30 )=1545- （ 1066×0.9111 ） =1545-978=567 ；+NHI=+NGH-(+N CH· Cona41° 15)=627-(387 ×0.7518)=627-291=+336 ；+NCH=387 .D节点：-NDE=-NCD-(1/2P·1/sina23°30.=852-213=-639 +NPI =1/2P· 1/sina52 &

9、#176;45 =1/2 × 170×1/0.796=107 ；-NDH=1.5P=1.5 ×170=255-NCD=-852 I节点：+NHI =NGH-(N CH· cosa52° 45 )=567- （ 387×0.6053 ） =567-234=333 右侧悬挑三角部分JKLM节点：N1=1/2 P+160=170/2+160=245 +NJL=N1·L1 ÷h1=245×1.10m/0.40=674 -NKL=+NJL=-674 -NJK=RB=4P+1/2 P=4.5 ×170=76

10、5 +NJM =3P·1/sina23 °30+NJL=3× 170×1/0.3987+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,r x=1.39,=L0/r=100/1.39=72,?=0.778需A=1706/1845 ×0.778=NAB/F C×g=1.19cm2；现选用 2-50 ×50× 3 A=2.97 ×

11、; 2=5.94cm2 >1.19cm2“安全”下弦杆： +NAF=+NFG=+1545 ,A=+NFG/f p=+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× 30× 3 A=1.75 cm 2 ，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 30×30×3，A=3

12、.5cm2-N=4100 >765 桁架各部份均“安全” 。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22Q=8MP/L

13、=8×31.5 ×1/1.26 × 1/1.2=252/1.59× 1/1.2=132/1.2m 宽，综合外荷载Q=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： Q=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

14、 ： 跨 度 L=3.45m, 用 料 口 30 × 60 ×2mm/m,AH=5.975cm2 ,Wx=11.35cm3M=WxFn=11.35×1845=20941-cm=0.20941T-M；Q=M8/L 2=0.20941 ×8/3.45 2=0.141T/M=141 /1.26m ·m=111 /m；>Q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/L 2=100× 3.45/4 × 8/

15、3.45 2=100×2/3.45=57.971/m.综合外荷载均布重： Qn=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 × 2.523× 1845=39575 -cm=0.39575T-m；AA=8.88cm,Wn=21.42cm,M=Wxf n=21.42P=100+39× 3.45=235 P1=100+43×3.45=248 P2=100+100+0.75×27× 3.45=270 P3= 1 00+100+0.63

16、×27×3.45=260 主梁反力： RC=2P+P3=2× 235+260=730RB=2P+P1+P2=2×235+248+270=988RA=0270 主梁内应力：悬臂部位： -MP=P2 la=270 × 1.50=405 -m>M=WnFn =21.42 × 1845=39575 -cm=396-m；有点不够，但因有？根口 30×60× 2 小方管支承。故仍可用“安全。”跨中间：Mc=2P·1/2L-(P 1/2 · a+P ·1.5a)=2 ×235

17、5;6.3/2-(235 × 1.26/2+235 × 1.5 × 1.26)=1481-589=892 -m>Wxf n=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 N1260 /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 × 3.45 × 1000） =2

18、16=1626 ；NRB=765+988+216=1969 ； 选 用 管 柱 口80×280 × 3 ， Aa=9.36CMVx=3.12cm,X=H0=275/3.12=88.7查 表： =0.676N=AaFc?=9.36 × 1845×0.676=11.674 可承；2<18452f =N / Aa?=1626/9.36 ×0.676=273 /cm /cm“安全；” f =N /Aa?=311cRCCBRB22“安全”； cm<1845/cm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

19、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, h 1=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： 54（冷板高强钢丝），分布筋 54；主筋 2 2 2C20· f yn=110 /cm2 X 1=Aa·Fap/bn · f yn=0.63 ×2500/49.5 × 165=1575/81

20、67=0.193cm；有找平层可利用时X2 =0.63 ×2500/49.5 ×110=1575/5445=0.29cm；Z1=h01-x/2=1.8-0.2/2=1.7cm； Z2 =h02-x 2/2=3.8-0.3/2=3.65cm ；a.无找平层情况下，板上部可承外荷：Q=(AaFapz) · 8 / L2 ×12=(0.63 × 2500× 1.70) ×8 / 0.872×2=283× 2=566 /m；b.有粗砂2=(A aFapZ2) ·8 / L2 ×20 厚找平层情

21、况下，可承外荷： Q2=(0.63 × 2500× 3.65) ×8 / 0.872 × 2=607.66×2=1215.22 /m；c.一1二板面外荷载： 活荷载 Q=200× 1.4=280 / . 粗砂浆找平层20 厚 Q2=(0.02 × 2000) ×1.1=44 / 三板自重 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> Q=407；“安全”（ 2） . 付桁架强度核算：承担楼面呆、活

22、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？30×30×3，中间斜腹杆用“ >”30× 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 ×2500× 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 

23、5;0.9=401 /m=4.01KN/m.2付 桁 架 跨 中 弯 矩 +Mmax=1/8 · QL=0.125 × 0.401T ×3.45 2=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 =9.79K

24、N；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8 园钢或 L20 2×3 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,V y=1.39cm, 单根 Vy=0.91cm, =L0=Vy =172.5/1.39=124, 斜 杆 x=60/0.91=66, y=0.439, x=0.811 ；上、下柱杆 Ln0=84, 斜杆 L 斜 =61.6 上弦杆双角钢断面强度：f c=-N 上/A 上 上 =1421/3.5 × 0.439=925 /cm2；下弦杆双角钢断面强度：f

25、 p=+N下/A 下 =1421/3.5=406 /cm2；斜腹杆单角钢断面强度：f 腹 =-ON/A 腹 x=979/1.75 × 0.811=690 /cm2；内应力： f c、f p、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=1.2

26、m, 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 =10.94 cm2 ，腹杆，斜杆.用“ ”2-30 ×30× 3 和“ ”2-30 × 30×3，A 腹 =6.18 cm2，A 斜 =3.50 cm2，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r y=1.42cm,腹 杆r x =1

27、.22,斜杆vx=0.91cm,=L0/r y =90/1.42=63.4, =0.826, 腹 =L 腹 /v x=50/1.22=41, 腹 =0.923 ， 斜=67.3/0.91=74 ，斜 =0.767、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=

28、692 × 2+(22.17)×1.2=1384+26.60=1410.60 1411 =14.11KN；D、同上P 1 =P· (0.9+0.75)/2× 1/0.9=1411 × (1.65/2)× 1/0.9=1411 ×0.917=1294 =12.94KN；E、同上P2 =P· (0.75+0.625/2)× 1/0.9=1411 × (1.375/2)× 1/0.9=1411× 0.764=1078 =10.78KN；F、 同上P 3=P· 0.625/

29、0.90=980 =9.8KN；G、悬臂梁端集中荷： 1/2P 3=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-N 1=4349.）；K、右 支点 反力： RB=墙 板

30、 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=2P+P=2左17=980+690=1670；× 1411+1294=4116, 右切力 VB右 =P3 +1/2P3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

31、=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； 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 ·Mmax=1/0.46×7.302=15.874T=158.74KN；±ON左 =±VC

32、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. 上、下弦杆，腹杆、斜杆及悬臂杆内力强度核算：上弦杆 f C=-NC/A 上 上 =-15874/10.94 × 0.826=1757 /cm2<1845

33、 /cm2；下弦杆 f P=+NP/A 下 =+15874/10.94=1451 /cm2 <1845/cm2腹杆 f C腹 =-P/A 腹 腹 =-1411/6.18 ×0.923=248 /cm2<1845 /cm2斜杆左 f C左 =-ON左 /A 斜 · 斜=-5853/3.5 ×0.767=2180>845 /cm2 斜杆右 f B 左 =+ON右 /A 斜 =+5539/3.5=1583 /cm2 <1845 /cm2悬臂上弦： f B 右=+NBP/A上 =-4919/10.94=450 /cm2<1845 /cm2同上 下弦：f B右 =-NBC/A下 ·=-4919/10.94 × 0.826=544 /cm2<1845 /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“ ” 2-40 2×4 杆件。其它杆件均可符合使用。横向