悬挑防护棚计算书
悬挑雨棚设计计算书
厂房雨棚结构设计计算书一、工程概况本设计是雨棚结构设计，为组合梁悬挑结构，悬挑宽度3.7米，根部为锚固端。
根据实际使用情况，荷载计算不考虑风载；只考虑重力荷载及雨棚雪荷载。
单元格计算宽度按照1m计算。
二、荷载计算1、雪荷载标准值S k =μz S 0=0.3 KN/m22、恒载铝塑板：45.7*2=0.0914 KN/m2钢龙骨及支撑=0.19 KN/m260*30*2方管龙骨：3.7m*2*2.826kg/m=20.90kg30*30*2方管龙骨：15.9m*1.884kg/m=29.96kg相当于均布荷载q=0.0194+（20.9+29.96）*10/1000/3.7=0.157 KN/m2三、荷载组合计算雪荷载按洞口面积占构架轮廓面积的比率取0.7的系数折减并按照均布荷载计算。
恒+活（雪）：q=1.2*0.157+1.4*0.3*1=0.608 KN/m四、内力计算1、内力计算模型见附图1。
按照悬臂梁弯矩计算公式：最大弯矩M max=-1/2 ql2=-0.5*0.608*3.72=4.16KN*M最大剪力V max= ql=0.608*3.7=2.25KN五、截面验算60*30*2组合钢梁有关截面特性计算结果如下：断面面积：A=3.44cm2 *2=6.88 cm2截面惯性距（单根龙骨）I0=（60*303-56*263）/12=52978.7mm4I x=2（I0+A*y2）=2（52978.7+344*200*200）=2.76*107 mm4截面抵抗距I x=2.76*107/215=1.28*105mm31、梁强度验算σMAX=M max/（γ*w）=4.16*106/（1.05*128*103）=30.95<[f]=215满足要求。
τmax= V max/A=2.25*1000/688=3.27<[τ]=125N/mm2满足要求。
2、梁刚度验算：根据扰度变形有关计算公式梁变形f=ql4/（8*E*I）=0.125*0.608*37004/（206*1000*2.76*107）=25.05mm<37mm=l*1/100 满足要求。
悬挑架子计算书
悬挑架子计算书1、材料自重：<1）杆件自重立杆：20m大横杆<包括扫地杆及防护栏杆）：1.5m×19根＝28.5m 小横杆：1.5m×9＋1m×6＝19.5m剪刀撑：2.4m×5＝12m总长为：80m38.4N/m×80m＝3072N<2）扣件自重15N×32个＝480N<3）脚手板自重400N/m2×1.5m2＝600N<4）安全网自重5N/m2×30 m2＝150N<5）工字钢自重168.9N/m×3.5m＝591.2N合计：3072＋480＋600＋150＋591.2＝4893.2N2、活荷载：按3000N/m2计算，3000 N/m2×1.5 m2＝4500N3、验算工字钢R2R2.3m1.2mR1＝4893.2×1.2＋4500×1.4＝12171.84NR2＝6350.5 NMmax＝12171.84×1.2＝14606.2N·m14＃工字钢：Wn＝102cm3，Wnf＝102×215＝21930 N·mMmax< Wnf，满足要求。
4、根据工程实际情况，悬挑架遇建筑物阳台需加长工字钢尺寸，为保证结构安全，应保留阳台底部支撑系统。
R2R3.6mR1＝5112.7×1.2＋4500×1.4＝12435.2NR2＝4145.1NMmax＝12435.2×1.2＝14922.2N·m14＃工字钢：Wn＝102cm3，Wnf＝102×215＝21930 N·mMmax< Wnf，满足要求。
5、验算元钢：R2取大值进行验算为6350.5N6350.5/2×0.85＝3735.6Nφ20元钢抗拉强度为215 N/mm2215×3.14×102＝67510N＞3735.6N所以满足要求。
悬挑架水平防护棚计算
3.1计算模型简化3.1.1本工程的防护棚主要起安全防护作用，防止高空附物直接落地，考虑施工荷载、自重及附物荷载。
模型简化如图3.1.1：图3.1.1 计算模型3.1.2简化模型为主梁根部一个固定铰支座，垂直荷载为横向1500范围内的自重和活载，拉杆及钢丝绳仅考虑受拉。
3.1.3、构造参数:防护棚高度H(m)：1.3；上下防护层间距h1(m)：0.0 ；水平钢管搭设方式：钢管沿纵向搭设；纵水平钢管间距a(m)：1.5 ；横向水平钢管b（m）：0.75；钢管类型(mm)：Φ48 ×3 ；扣件连接方式：单扣件,取扣件抗滑移承载力系数: 0.83.2计算荷载3.2.1脚手板：竹串片脚手板，脚手板自重标准值(kN/m2)：0.30；栏杆、挡杆：栏杆、挡板脚手板自重标准值(kN/m2)：0.11；施工人员等活荷载(kN/m2)：1.0;高空坠落物最大荷载标准值N(kN)：0.05 ；模板自重标准值（KN/m2）：0.35安全设施与安全网(kN/m2)：0.005；钢管自重：33.3N/m。
扣件：14.6N/个。
3.2.2次梁上的简化荷载计算单元的面积：A=1.5*0.75=1.125m2恒荷载：脚手板G1=0.3*1.125=0.34kN模板G2=0.35*1.125=0.39kN安全网G3=0.01*1.125=0.011 kN钢管G4=1.5*0.0333=0.05 kN扣件G5=8*14.6=0.12 kN3.2.3风荷载：3.2.4本工程为B类场地，查《建筑结构荷载规范》该形式视为维护结构面积大于10 m2，故βgz =1.92，μs=0.8x-2=-1.6，Wa=0.25，μz=1.25，Wk=-1.93 KN有利荷载为向上的力不参与组合。
3.2.5冲击荷载冲击荷载按最不利情况作用于跨中，冲击荷载:F=1.4×0.05=0.14 kN；3.2.6主梁上集中荷载设计值，主梁上每根次梁的简化集中荷载，P=1.2*(0.34+0.39+0.011+0.05+0.12) +1.4*1*1.5*0.75= 2.67KN或P=1.2*(0.34+0.39+0.011+0.05+0.12) +1.4*0.7*1*1.5*0.75=2.2KN取最大值F=2.67KN。
悬挑计算书
悬挑防护棚设计与验算
1、设计参数
1.1、永久荷载G1K
构配件自重，工字钢自重标准值取0.35kN/m2，可变荷载G2k
施工均布活荷载按装饰脚手架取2kN/m2；
2、悬挑槽钢及拉索设计与验算
2.1、搭设形式
2.2、挑杆受力简图
受力简图如下：
其中：P为外防护栏杆传来的轴向力设计值；
N为钢丝绳拉力；
VS、Vh为支座反力；
W为工字钢自重
2.3、内力计算
由平衡方程得：
P+ VS+W +Nsin45°=0
Vh+ Ncos45°=0
0.85P+1.75P+0.85W=1.75Ncos45°/0.93
防护栏杆的自重设计值P=0.35+0.14+0.003=0.49kN。
悬挑工字钢的自重W=14.223kg/m×6m=85kg=0.85(kN)，经求解得：N=12.56kN。
2.4、φ50圆钢受拉校核
φ50圆钢所受拉力为Vs1/2=4.78/2=2.39kN，安全系数取为10，则φ50圆钢的设计拉力值为Ncu=23.9kN。
φ50圆钢许用拉力为3.14×92×205=52.14kN>Ncu，∴φ50圆钢使用安全。
2.5、钢丝绳选用
由前述计算得知，钢丝绳的拉力为12.56kN，按作无弯曲吊索考虑安全系数取为8。
故钢丝绳选用破断拉力总和值取12.56×8=100.48kN。
查五金手册取φ50(6×37)钢丝绳即
可满足要求。
悬挑防护棚主梁验算计算书
多排悬挑架主梁验算计算书计算依据：1、《建筑施工门式钢管脚手架安全技术规范》JGJ128-20102、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-20113、《钢结构设计规范》GB50017-2003一、基本参数二、荷载布置参数6 2.5 3 5000 15007 2.5 3 5900 15008 2.5 3 6800 15009 2.5 3 7700 1500附图如下：平面图立面图三、主梁验算主梁材料类型槽钢主梁合并根数n z 1主梁材料规格18号槽钢主梁截面积A(cm2) 29.29 主梁截面惯性矩I x(cm4) 1369.9 主梁截面抵抗矩W x(cm3) 152.2 主梁自重标准值g k(kN/m) 0.23 主梁材料抗弯强度设计值[f](N/mm2) 215主梁材料抗剪强度设计值[τ](N/mm2) 125 主梁弹性模量E(N/mm2) 206000 荷载标准值：q'=g k=0.23=0.23kN/m第1排：F'1=F1'/n z=2.5/1=2.5kN第2排：F'2=F2'/n z=3.5/1=3.5kN第3排：F'3=F3'/n z=2.5/1=2.5kN第4排：F'4=F4'/n z=2.5/1=2.5kN第5排：F'5=F5'/n z=2.5/1=2.5kN第6排：F'6=F6'/n z=2.5/1=2.5kN第7排：F'7=F7'/n z=2.5/1=2.5kN第8排：F'8=F8'/n z=2.5/1=2.5kN第9排：F'9=F9'/n z=2.5/1=2.5kN荷载设计值：q=1.2×g k=1.2×0.23=0.28kN/m第1排：F1=F1/n z=3/1=3kN第2排：F2=F2/n z=3/1=3kN第3排：F3=F3/n z=3/1=3kN第4排：F4=F4/n z=3/1=3kN第5排：F5=F5/n z=3/1=3kN第6排：F6=F6/n z=3/1=3kN第7排：F7=F7/n z=3/1=3kN第8排：F8=F8/n z=3/1=3kN第9排：F9=F9/n z=3/1=3kN1、强度验算弯矩图(kN·m)σmax=M max/W=8.06×106/152200=52.96N/mm2≤[f]=215N/mm2 符合要求！2、抗剪验算剪力图(kN)τmax=Q max/(8I zδ)[bh02-(b-δ)h2]=8.5×1000×[70×1802-(70-9)×1592]/(8×13699000×9)=6.25N/m m2τmax=6.25N/mm2≤[τ]=125N/mm2符合要求！3、挠度验算变形图(mm)νmax=5.56mm≤[ν]=2×l x/400=2×8000/400=40mm符合要求！4、支座反力计算R1=-0.01kN,R2=6.73kN,R3=8.52kN,R4=15.06kN四、上拉杆件验算上拉杆材料类型角钢上拉杆截面类型L40X4上拉杆截面积A(cm2) 3.09 上拉杆截面惯性矩I(cm4) 4.6上拉杆件角度计算：α1=arctanL1/L2=arctan(4100/3100)=52.91°α2=arctanL1/L2=arctan(4100/5900)=34.8°上拉杆件支座力：R S1=n z R3=1×8.52=8.52kNR S2=n z R4=1×15.06=15.06kN主梁轴向力：N SZ1=R S1/tanα1=8.52/tan52.91°=6.44kNN SZ2=R S2/tanα2=15.06/tan34.8°=21.67kN上拉杆件轴向力：N S1=R S1/sinα1=8.52/sin52.91°=10.69kNN S2=R S2/sinα2=15.06/sin34.8°=26.38kN上拉杆件的最大轴向拉力N S=max[N S1...N Si]=26.38kN轴心受拉稳定性计算：σ =N S/A=26.38×103/309=85.38N/mm2≤f=205N/mm2 符合要求！角焊缝验算：τf=N S/(h e×l w)=26.38×103/(4×120)=54.97N/mm2≤f t w=160N/mm2符合要求！对接焊缝验算：σ=N S/(l w t)=26.38×103/A=26.38×103/309=85.38N/mm2≤f t w=185N/mm2符合要求！五、悬挑主梁整体稳定性验算主梁轴向力：N =[(N SZ1+N SZ2)]/n z=[(6.44+21.67)]/1=28.11kN压弯构件强度：σmax=M max/(γW)+N/A=8.06×106/(1.05×152.2×103)+28.11×103/2929=60.03N/mm2≤[f]=215N /mm2塑性发展系数γ符合要求！受弯构件整体稳定性分析：其中φb -- 均匀弯曲的受弯构件整体稳定系数，按照下式计算：φb=(570tb/lh)×(235/f y)=570 ×10.5×70× 235 /(4200×180×235)=0.55 σ = M max/(φb W x)=8.06×106/(0.55×152.2×103)=95.56N/mm2≤[f]=215N/mm2符合要求！六、锚固段与楼板连接的计算主梁与建筑物连接方式平铺在楼板上锚固点设置方式压环钢筋压环钢筋直径d(mm) 20 主梁建筑物内锚固长度L m(mm) 3800梁/楼板混凝土强度等级C30压环钢筋1压环钢筋2锚固点压环钢筋受力：N/2 =0kN压环钢筋验算：σ=N/(4A)=N/πd2=0.01×103/(3.14×202)=0.01N/mm2≤0.85×[f]=0.85×65=55.25N/mm2 注：[f]为拉环钢筋抗拉强度，按《混凝土结构设计规范》9.7.6 每个拉环按2个截面计算的吊环应力不应大于65N/mm2水平钢梁与楼板压点的拉环一定要压在楼板下层钢筋下面，并要保证两侧30cm以上搭接长度符合要求！。
防护棚计算书
防护棚计算书编制依据：《建筑施工高处作业安全技术规范》JGJ80-91、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2001。
由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
计算书中规定防护棚开间方向为横向，进深方向为纵向，简图如下：一、参数信息1、构造参数立杆横距l b(m)：；立杆纵距l a(m)：；防护棚高度H(m)：5 ；上下防护层间距h1(m)：；立杆步距h(m)：；斜撑与立杆连接点与地面的距离h2(m)：；斜撑与立杆连接点到下防护层的距离h3(m): ；水平钢管搭设方式：钢管沿纵向搭设；水平钢管间距a(m)：；钢管类型：Φ48 × ；扣件连接方式：双扣件,双扣件抗滑承载力调整系数: ；2.荷载参数高空坠落物最大荷载标准值N(kN)：1 ；脚手板自重(kN/m2)：；栏杆及挡脚板自重(kN/m)：；3.地基参数地基土类型:素填土；地基承载力标准值(kPa): 120；立杆基础底面面积(m2): ；地基承载力调整系数: 1。
二、纵向水平支撑钢管计算纵向钢管按照三跨连续梁计算，承受脚手板自重、坠落物冲击集中荷载。
由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
截面几何参数如下：截面抵抗矩W = cm3;截面惯性矩I = cm4;纵向钢管计算简图1.荷载的计算(1)脚手板自重(kN/m)：q1 = ×= kN/m；(2) 高空坠落物最大荷载标准值(kN)：N= 1 kN；2.强度验算纵向支撑钢管按三跨连续梁计算；最大弯矩计算公式如下:M = +均布恒载：q = ×= kN/m；冲击荷载：F = ×1 = kN；最大弯距M = ××+ ××= ；最大应力σ = M / W = ×106 / ×103) = N/mm2；支撑钢管的抗压强度设计值[f]=205 N/mm2；支撑钢管的计算应力N/mm2小于钢管的抗弯强度设计值205 N/mm2，满足要求！三、横向支撑钢管计算横向水平钢管按照承载能力极限状态设计，按照集中荷载作用下的简支梁计算；冲击荷载按最不利情况作用于跨中，上部钢管传递的恒载按等间距步置。
防护棚计算书
防护棚计算书一、搭设参数计算简图：二、荷载设计格构柱q=1.2(g k1×a+0.033) =1.2×(0.5×0.4+0.033)=0.28kN/mp=1.4P k=1.4×1=1.4kN正常使用极限状态格构柱q1=g k1×a+0.033 =0.5×0.4+0.033=0.233kN/m p1=Pk =1 kN1、抗弯验算M max=0.335 kN·mσ=M max/W=0.335×106/4490=74.711N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求！2、挠度验算νmax=1.36 mm[ν]＝min[max{a1，l a，l2-a1}/150，10] = min[max{400，1500，800-400}/150，10] =10mmνmax≤[ν]满足要求！3、支座反力计算承载力使用极限状态R max=1.637 kN四、横向水平杆验算格构柱：F=1.2(g k1a+0.033)(l a+ a1)/2=1.2×(0.5×0.4+0.033)×(1.5+0.4)/2=0.266 kN p=1.4P k=1.4×1=1.4 kN正常使用极限状态格构柱：F1=(g k1a+0.033)(l a+ a1)/2=(0.5×0.4+0.033)×(1.5+0.4)/2=0.222 kNp1=P k=1 kN计算简图如下：1、抗弯验算σ=M max/W=0.59×106/4490=131.392N/mm2≤[f]=205N/mm2 满足要求！2、挠度验算νmax =5.36mm≤[ν]＝min[max(l 1-a 1, l b , a 1)/150，10] = min[max(2500-400, 6000, 400)/150，10] =10mm 满足要求！ 3、支座反力计算 承载力使用极限状态 R max =3.083 kN五、扣件抗滑承载力验算max 满足要求！六、斜撑稳定性验算斜撑计算长度系数μ2 1.3 钢管抗弯强度设计值 205 钢管截面惯性矩I(mm 4) 107800 钢管弹性模量E(N/mm 2)206000钢管截面抵抗矩W(mm 3)4490α1=arctan( l 1/(H-h 2))=arctan(2500/(5500-3000))=45° 第1层防护层传递给斜撑荷载计算 （1）横向斜撑验算 承载力使用极限状态 格构柱：F=1.2(g k1a+0.033)(l a + a 1)/2=1.2×(0.5×0.4+0.033)×(1.5+0.4)/2=0.266 kNp=1.4P k=1.4×1=1.4 kN横向斜撑计算简图如下：横向斜撑最大支座反力：R2max =2.124 kN横向斜撑轴向力：N21= R2max/cosα1=2.124/cos45°=3.004 kNN=N21=3.004 kN斜撑自由长度：h= h1/cosα1=0.8/cos45°=1.131 m 斜撑计算长度l0=kμ2h=1×1.3×1.131=1.471 m满足要求！轴心受压构件的稳定系数计算：斜撑计算长度l0=kμ2h=1.155*1.300*1.131=1.699m长细比λ= l0/i =1699/15.9=106.84查《规范》JGJ130-2011表A.0.6得，φ= 0.544σ= N/(φA) =3003.791/(0.544×424)=13.023N/mm2σ≤[f]=205N/mm2满足要求！第2层防护层传递给斜撑荷载计算（1）横向斜撑验算承载力使用极限状态格构柱：F=1.2(g k1a+0.033)(l a+ a1)/2=1.2×(0.5×0.4+0.033)×(1.5+0.4)/2=0.266 kN横向斜撑计算简图如下：横向斜撑最大支座反力：R2max =2.066 kN横向斜撑轴向力：N22= R2max/cosα1=2.066/cos45°=2.921 kNN=N21+N22=5.925 kN斜撑自由长度：h= (H-(n-1)h1-h2)/cosα1=(5.5-(2-1)×0.8-3)/cos45°=2.404 m 斜撑计算长度l0=kμ2h=1×1.3×2.404=3.125 m0 满足要求！轴心受压构件的稳定系数计算：斜撑计算长度l 0=kμ2h=1.155*1.300*2.404=3.610m 长细比λ= l 0/i =3610/15.9=227.03查《规范》JGJ130-2011表A.0.6得，φ= 0.141 σ= N/(φA) =5924.897/(0.141×424)=99.105N/mm 2 σ≤[f]=205N/mm 2满足要求！七、立杆稳定性验算 立杆布置格构柱 钢管截面惯性矩I(mm 4)107800 立杆计算长度系数μ1 1.3 钢管截面抵抗矩W(mm 3)4490 立杆截面回转半径i(mm) 15.9 钢管抗弯强度设计值 205 立杆截面面积A(mm 2) 424 立杆荷载计算1、防护棚结构自重N G1k钢管长度：L=n[(l a + a 1) ((l b +2a 1)/a+1)/2+ l b ]+2( l 12+(H- h 2)2)0.5+4H=2×[(1.5+0.4)×((6+2×0.4)/0.4+1)/2+6]+2×(2.52+(5.5-3)2)0.5+4×5.5=75.271m 扣件数量：m=2n[((l b +2a 1)/a-3)/2+1×4]=2×2×[((6+2×0.4)/0.4-3)/2+1×4]=44个 N G1k =0.033L+0.015m=0.033×75.27+0.015×44=3.167kN2、防护棚构配件自重N G2k防护层防护材料自重标准值N G2k1=n×g k1×(l a + a 1)×(l b + 2a 1)/2=2×0.5×(1.5+0.4)×(6+2×0.4)/2=6.46 kN栏杆与挡脚板自重标准值N G2k2=g k2×(l a + a 1)=0.11×(1.5+0.4)=0.209 kN 纵向外侧防护自重标准值N G2k3=g k3×(l a + a 1)=0.2×(1.5+0.4)=0.38 kN N G2k = N G2k1+ N G2k2+ N G2k3=6.46+0.209+0.38=7.049 kN经计算得到，静荷载标准值：N Gk= N G1k + N G2k=3.167+7.049=10.216 kN 3、冲击荷载标准值N QkN Qk=P k=1 kN立杆荷载设计值：N=1.2N Gk+ 1.4N Qk=1.2×10.216+ 1.4×1=13.659 kN立杆的稳定性验算1、立杆长细比验算立杆自由长度h取立杆步距1.2m立杆计算长度l0=kμ1h=1×1.3×1.2=1.56m长细比λ= l0/i=1560/15.9=98.113≤210满足要求！轴心受压构件的稳定系数计算：立杆计算长度l0=kμ2h=1.155*1.300*1.200=1.802m长细比λ= l0/i =1802/15.9=113.32查《规范》JGJ130-2011表A.0.6得，φ= 0.4962、立杆稳定性验算σ= N/4/(φA) =13658.632/4/(0.496×424)=16.237N/mm2σ≤[f]=205N/mm2满足要求！八、立杆地基承载力验算Gk Qk立杆底垫板平均压力P=N/(k c A)=11.216/(1×0.25)=44.862 kPaP≤f g=140 kPa满足要求！。
防护棚计算书
防护棚计算书由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
计算书中规定防护棚开间方向为横向，进深方向为纵向，安全通道顶部搭设斜拉架体，中间拉杆以支座计算，受力分析以结构单元计算，依据施工高处作业安全技术规程，冲击荷载考虑1KN。
塔吊属于特种设备，不考虑塔吊倒塌、塔吊配重掉落等几率微小的偶然因素。
受力简图如下：一、参数信息:1、构造参数:立杆横距l b(m)：3.2 ；立杆纵距l a(m)：1.5 ；防护棚高度H(m)：5.8 ；上下防护层间距h1(m)：0.8 ；立杆步距h(m)：1.2 ；斜撑与立杆连接点与地面的距离h2(m)：3.8 ；斜撑与立杆连接点到下防护层的距离h3(m): 1.2；水平钢管搭设方式：钢管沿纵向搭设；水平钢管间距a(m)：0.1 ；钢管类型(mm)：Φ48 × 3.5 ；扣件连接方式：双扣件 ,取扣件抗滑移承载力系数: 0.8 ；2.荷载参数:高空坠落物最大荷载标准值N(kN)：1 ；脚手板自重(kN/m2)：0.35 ；3.地基参数:地基土类型:岩石；地基承载力标准值(kpa): 170；立杆基础底面面积(m2): 0.25；地基承载力调整系数: 0.4。
二、纵向水平支撑钢管计算:纵向钢管按照三跨连续梁计算，承受脚手板自重、坠落物冲击集中荷载。
由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
截面几何参数如下：截面抵抗矩 W = 5.08 cm3;截面惯性矩 I = 12.19 cm4;纵向钢管计算简图1、荷载的计算：(1)脚手板自重(kN/m)：q1 = 0.35×1.2 = 0.42 kN/m；(2) 高空坠落物最大荷载标准值(kN)：N= 1 kN；2.强度验算:纵向支撑钢管按三跨连续梁计算；最大弯矩计算公式如下:均布恒载：q = 1.2 ×0.42 = 0.504 kN/m；冲击荷载：F = 1.4×1 = 1.4 kN；最大弯距 M = 0.08×0.504×1.52 + 0.2×1.4×1.5= 0.51 kN.m；最大应力σ = M / W = 0.51×106 / (5.08×103) = 100.53N/mm2；支撑钢管的抗压强度设计值 [f]=205 N/mm2；支撑钢管的计算应力 100.53 N/mm2 小于钢管的抗弯强度设计值 205 N/mm2，满足要求！三、横向支撑钢管计算:横向水平钢管按照承载能力极限状态设计，按照集中荷载作用下的简支梁计算；冲击荷载按最不利情况作用于跨中，上部钢管传递的恒载按等间距步置。
防护棚设计计算书-1.
防护棚设计计算书一、计算依据1、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-20112、《建筑结构荷载规范》GB50009-20123、《钢结构设计规范》GB50017-20034、《建筑施工临时支撑结构技术规范》JGJ300-20135、《建筑施工高处作业安全技术规范》JGJ80-2011二、计算参数及简图基本参数名称防护棚-1防护棚长度L(m13.4防护棚高度H(m7 立杆纵距la(m 2 立杆横距l b(m 4 立杆步距h(m 2防护层层数n 2 防护层间距h1(m0.7防护层次梁方向纵向搭设防护层次梁间距a(m0.5是否设置斜撑是斜撑底端高度l1(m4斜撑水平宽度l2(m 1.333 立杆纵向防护方式斜撑立杆形式双立杆格构柱截面边长b(m/主梁与立杆扣接方式单扣件材料参数钢管类型Φ51×3脚手板类型木脚手板脚手板自重标准值g1k(kN/m20.35 地基基础类型混凝土楼板地基承载力特征值f ak(kPa/ 架体底部垫板面积A(m20.2搭设省份上海(省搭设城市上海(市基本风压值Wo(kN/m^20.4地面粗糙度类型C类指有密集建筑群的城市市区最大集中荷载标准值F k(kN 1.5 示意简图（图1）正立面图（图2）侧立面图三、防护层纵向水平钢管验算脚手板下为纵向搭设钢管时，钢管主要承受荷载为：恒荷载为钢管自重，脚手板自重；活荷载为高空坠物等产生最大集中荷载；强度验算采用荷载效应基本组合的设计值，按规范恒荷载分项系数取1.2，活荷载取1.4；挠度验算按正常使用极限状态验算变形，分项系数均为1.0。
按单跨简支梁模型计算,结果偏于安全。
1、强度验算恒荷载为：g1=1.2(g+g1k×a=1.2×(0.035+0.35×0.5=0.253kN/m活荷载为：F1=1.4F k=1.4×1.5=2.1kN受力简图如下:（图3）简支梁受力简图1（图4）承载能力极限状态下的应力图M max=0.811kN·mσ=M max/W=0.811×106/5130=158.047N/mm2≤[f]=205N/mm2 满足要求2、挠度验算恒荷载：g k1=g+g1k×a=0.035+0.35×0.5=0.21kN/m活荷载：F k1=F k=1.5kN（图5）正常使用极限状态下的受力简图（图6）次梁变形图(mmνmax=6.013mm≤[ν]=10mm满足要求四、防护层横向水平钢管验算横向钢管主要承受纵向钢管传递的集中力及钢管自重，恒荷载为：纵向钢管传递的恒荷载及横向钢管自重，活荷载为纵向钢管传递下来的活荷载；分别按承载能力极限状态和正常使用极限状态进行强度及挠度验算。
型钢悬挑防护棚计算书
型钢悬挑防护棚计算书一、构造参数面板自重G k1(kN/m2) 0.39 次梁自重G k2(kN/m) 0.098主梁自重G k3(kN/m) 0.1424 栏杆、挡脚板类型栏杆、冲压钢脚手板挡板栏杆、挡脚板自重G k4(kN/m) 0.15 安全网设置设置密目安全网安全网自重G k5(kN/m2) 0.01 施工活荷载Q k1(kN/m2) 1堆放荷载Pk(kN) 1 堆放荷载作用面积S(m2) 1施工活荷载动力系数 1.3三、设计简图型钢悬挑式防护棚平面布置图型钢悬挑防护棚侧立面图节点一四、面板验算计算简图(kN)取单位宽度1m进行验算q=1.2×G k1×1+1.4×(1.3×Q K1+P k/S)×1=1.2×0.39×1+1.4×(1.3×1+1/1)×1=3.688kN/m 抗弯验算：M max=0.100×q×s2=0.100×3.688×0.62=0.133kN·mσ=M max/ W=0.133×106/(13.5×103)=9.835N/mm2<[f]=15N/mm2面板强度满足要求！五、次梁验算承载能力极限状态：q1=(1.2×G k1+1.4×1.3×Q k1)×s+1.2×G k2=(1.2×0.39+1.4×1.3×1)×0.6+1.2×0.098=1.49kN/mp1=1.4×P k=1.4×1=1.4kN正常使用极限状态：q2=(G k1+Q k1)×s+G k2=(0.39+1)×0.6+0.098=0.932kN/mp2=P k=1kN1、抗弯强度计算简图(kN)M max=q1(L12/8-m2/2)+p1×L1/4=1.49(32/8-02/2)+1.4×3/4=2.727kN.mσ=M max/(γx W X)=2.727×106/(1.05×39.7×103)=65.412N/mm2<[f]=205N/mm2次梁强度满足要求！2、挠度验算计算简图(kN)νmax=q2L14/(384EIx)(5-24(m/L1)2)+p2L13/(48EIx)=0.93×30004/(384×206000×198.3×104)×(5-24(0/3)2)+1×30003/(48×206000×198.3×104)=2.408mm<[ν]=L1/250=3000/250=12m m次梁挠度满足要求！3、支座反力计算承载能力极限状态：R1=q1×B/2=1.49×3/2=2.236kN正常使用极限状态：R2=q2×B/2=0.932×3/2=1.398kN六、主梁验算侧钢丝绳吊点和建筑物上支承点为支座的悬臂简支梁计算（不考虑内侧钢丝绳支点作用）：承载能力极限状态：q1=1.2×(G k3+G k4+G k5)=1.2×(0.142+0.150+0.010)=0.363kN/mp1=1.4×P k/2=1.4×1/2=0.7kNR1=2.236kN正常使用极限状态：q2=G k3+G k4+G k5=0.142+0.150+0.010=0.302kN/mp2=P k/2=0.5kNR2=1.398kN1、强度验算计算简图(kN)弯矩图(kN·m)剪力图(kN)R左=7.449KNM max=3.018kN·mN=R左/tanα=R左/(h1/a1)= 7.449/(2.800/2.500)=6.651kNσ=M max/(γx W X)+N/A=3.018×106/(1.05×80.500×103)+6.651×103/18.51×102=39.296 N/mm2<[f]=205.000 N/mm2主梁强度满足要求！2、挠度验算计算简图(kN)变形图(kN·m)νmax=1.005mm<[ν]=a1/250=2500.00/250=10.000mm 主梁挠度满足要求！3、支座反力计算剪力图(kN)R左=7.449KN七、钢丝绳验算花篮螺栓T外=R左/sinα=7.449/0.746=9.986kN[Fg]=aF g/K=0.820×322.000/9.000=29.338kN>T外=9.986kN 钢丝绳强度满足要求！八、拉环验算节点二σ=T外/(2A)=9.986×103/[2×3.14×(20/2)2]=15.902 N/mm2 < [f]= 65N/mm2 拉环强度满足要求！九、焊缝验算节点三σf=T外/(h e×l w)=9.986×103/(2×8.000×120.000)=5.201N/mm2<f f w=160N/mm2拉环焊缝强度满足要求！11。
防护棚架构计算书
高层建筑临街底层悬挑长6米防护棚结构计算书一、防护棚架构受力分析1.1、简化模型详图1防护棚主梁采用工字钢，纵距1.5米，两道钢丝绳斜拉到以上两层边梁上，层高4.5米，简化为两跨连续梁计算主梁内力，BC跨搭设2层外加，P=4.35KN，设工字钢为工18#，q1=241N/m=0.24 KN/m,以下分析钢绳和主梁内力。
1.2、工字钢梁及钢丝绳内力计算设坠落物落在防护棚上，折算为均布活载q2=1 KN/㎡,化为线载q2=1.5 KN/m,竹架板q3=0.35×1.5=0.53 KN/m，钢管q4=0.04KN/m，组合后，q=1.2×0.81＋1.4×1.5=3.1KN/m.查《建筑结构静力计算手册》，中国建筑工业出版社·1975.N B=-0.125×3.1×32-0.167×4.35×3=-5.7 KN·mM1=0.07×3.1×9+0.278×4.35×3=5.6 KN·mV B=0.625×3.1×3+1.167×4.35=10.9 KNN C=0.375×3.1×3+0.833×4.35=7.10 KNN B= V B=10.9 KNN A=0.375×3.1×3+0.167×4.35=4.20 KN由图（a），设分解到钢丝绳拉力为N1，N2N1= N A/sin57.2°=4.20/0.84=5.0 KNN2= N B /sin58.11°=10.9/ sin58.11°=12.8 KN设分解到主梁轴压力为N AB,N BCN AB= N1cos57.2°=5.0×0.54=2.7 KNN BC = N AB+ N2cos58.11°=2.70+12.8×cos58.11°=6.76 KN二、强度验算2.1、工字钢强度验算选Ⅰ14，A=2152㎜2，W=102000㎜2，按《钢结构设计规范》GB50017-2003，压弯公式.5.2.1，r=1.2,f=205MPa N/A±M/rw=12.8×103/2152±5.7×106/1.2×102000 =5.9±46.6=52.5(40.7)＜f=205 MPa(满足)1.5Afv=1.5×2152×125=404 KN＞V B=10.9 KN(满足)2.2、钢丝绳直径d选择Fg=12.8 KN,T=15.19 KN, n=1.667[Fg]/（zt）=0.7＜3，Pg=9[Fg]/0.85=135.5 KN,d min=( Pg)/0.51/2=16㎜,选⊙16钢丝绳。
悬挑雨蓬设计计算书
悬挑雨蓬设计计算书计算软件：TSZ结构设计系列软件TS-MTS2023Ver6.8.0.0计算时间：2023年03月12日19:02:29一.设计资料1设计规范《建筑结构荷载规范》GB50009-2012《钢结构设计标准》GB50017-20172计算参数3平面图表达雨蓬的节点编号和杆件编号3.1节点编号图3.2杆件编号图4立面图表达雨蓬的节点编号和杆件编号4.1拉杆节点编号图4.2拉杆杆件编号图5荷载计算根据荷载规范公式7.1.1-2：风荷载标准值3∣t=B"XU sι×μz×ω0=1.7*2*1*0.4=1.36kN∕m 根据荷载规范公式6.1.1：雪荷载标准值S k=μ1×So=1*O=OkN∕m2<O.5kN∕m"活载6平面图表达雨蓬的荷载简图6.1恒载简图6.2活载（风载）简图6.3风载简图8.1基本组合1.3D+1.511.3D+1.51-0.9W1.0D+1.51-0.9W1.3D+1.051-1.5W1.0D+1.051-1.5W1.0D-1.5W二.验算结果1雨蓬内力简图（平面图表达方式）1.1轴力1.2剪力0.001.3弯矩2主梁验算（最不利的主梁）主梁计算 杆件号 控制工况数值限值结果 受弯强度 11.30D+1.051+1.50WpX 6.21806 215 通过 受剪强度 1 1.30D+1.051+1.50WpX 0.465889 125 通过 挠度11.00D+1.0010.01135112.475通过2. 1受弯强度杆件号：1控制工况：130D+1.051+1.50TVpX弯矩计算结果：Mmax=1.151kN*m(有限元计算结果)σ=Mmax/(γx*W)=1151229.343/(1.05*176326.4) =6.218N∕mm -<215N/mm 满足1.430.711.43Om251/////Oa25/////2.2受剪强度杆件号：1控制工况：1.30D+1.051+150WpX剪力计算结果：Vmax=1.163kN(有限元计算结果)τ=1.5*Vmax/A=1.5*1162.859/3744=0.466N/mm2<125N/mm；满足3.3整体稳定计算φχ:双轴对称截面：ηb=o等截面工字形简支梁Bb计算：受压翼缘无支撑长度：I1=IOOOmm受压翼缘宽度：b1=88mm受压翼缘厚度：tι=t1-12mmξ=(11*tO/(b1*h)=(1000X12)/(88X160)=0.852跨中无侧向支承，均布荷载作用在上翼缘ξ<=2.0,Bb=0.69+0.13X0.852=0.801φb=βI,*(4320/λy2)*(A*h∕W0*{[1+(λy*t1)7(4.4*h)-2]0∙5+∏b}*(235∕fy)=0.801X(4320/52.0392)X(3744X160/176326.4)X{[1+(52.039X12),7(4.4×160)2]o∙5+O)X(235/235)=5.801Φ∣,>0.6:Φ1∕=1.07-0.282∕Φb=1.07-0.282/5.801=1取Φt∙=Φb=1计算Y：YX=105Yy=12验算整稳：Φb=1Yy=12。
防护棚设计计算书-1
防护棚设计计算书-1防护棚设计计算书一、计算依据1、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-20112、《建筑结构荷载规范》GB50009-20123、《钢结构设计规范》GB50017-20034、《建筑施工临时支撑结构技术规范》JGJ300-20135、《建筑施工高处作业安全技术规范》JGJ80-2011二、计算参数及简图示意简图（图1）正立面图（图2）侧立面图三、防护层纵向水平钢管验算脚手板下为纵向搭设钢管时，钢管主要承受荷载为：恒荷载为钢管自重，脚手板自重；活荷载为高空坠物等产生最大集中荷载；强度验算采用荷载效应基本组合的设计值，按规范恒荷载分项系数取1.2，活荷载取1.4；挠度验算按正常使用极限状态验算变形，分项系数均为1.0。
按单跨简支梁模型计算,结果偏于安全。
1、强度验算恒荷载为：g1=1.2(g+g1k×a)=1.2×(0.035+0.35×0.5)=0.253kN/m活荷载为：F1=1.4F k=1.4×1.5=2.1kN受力简图如下:（图3）简支梁受力简图1（图4）承载能力极限状态下的应力图M max=0.811kN·mσ=M max/W=0.811×106/5130=158.047N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求2、挠度验算恒荷载：g k1=g+g1k×a=0.035+0.35×0.5=0.21kN/m活荷载：F k1=F k=1.5kN（图5）正常使用极限状态下的受力简图（图6）次梁变形图(mm)νmax=6.013mm≤[ν]=10mm满足要求四、防护层横向水平钢管验算横向钢管主要承受纵向钢管传递的集中力及钢管自重，恒荷载为：纵向钢管传递的恒荷载及横向钢管自重，活荷载为纵向钢管传递下来的活荷载；分别按承载能力极限状态和正常使用极限状态进行强度及挠度验算。
1、强度验算恒荷载：g2=1.2g=1.2×0.035=0.043kN/mF21=1.2(g+g1k×a)×l a=1.2×(0.035+0.35×0.5)×2=0.505kN活荷载：F22=1.4F k=1.4×1.5=2.1kN受力简图如下：（图7）横向钢管受力简图（图8）承载能力极限状态下的应力图M max=0.615kN·m;σ=M max/W=0.615×106/5130=119.825N/mm2≤[f]=205N/mm2满足要求2、挠度验算恒荷载：g k2=g=0.035kN/mF k21=(g+g1k×a)×l a=(0.035+0.35×0.5)×2=0.421kN/m活荷载：F k22=F k=1.5kN简图如下：（图9）正常使用极限状态下的受力简图（图10）横向钢管变形图(mm) νmax=2.172mm≤[ν]=10mm满足要求3、支座反力计算承载能力极限状态下支座反力为：R=3.941kN正常使用极限状态下支座反力为：R k=2.996kN五、扣件抗滑移计算由上知最大扣件滑移力为R max==3.941kN≤[R]=8N/mm2满足要求六、立柱验算1、长细比验算防护棚立杆一般只在纵向有水平支撑杆，横向只有地面、斜撑(存在时)及防护层约束，故一般为横向失稳。
悬挑防护棚计算书
1、荷载计算：Φ48钢管：0.038kn/m 木模板：0.12kn/m16#工字钢：0.207kn/m 活荷载：2kn/m2恒荷载分项系数：1.2 活荷载分项系数：1.4动力系数：1.2上层模板：0.12kn/m×12m×18m=25.92kn上层钢管：（16×18m+0.5m×16×6）×0.038kn/m=12.768 kn 下层模板：0.12kn/m×12m×18m=25.92kn下层钢管：27×18m×0.038kn /m=18.468kn16#工字钢：12m×6×0.207kn/m=14.904kn∑=97.98kn活荷载：2kn/m2×12m×18m=432kn综上所述：Q=1.2×97.98kn+1.2×1.4×432kn=843.336kn 即：q=11.73kn/m2、计算模型如图所示：根据矩阵位移法计算得知：跨内最大弯矩：0.08ql2=0.08×11.73kn/m×16m2=15.01kn·mMa=Mb=-0.1×11.73kn/m×16m2=18.768 kn·m 剪力计算：Va=0.4×11.73kn/m×4m=18.76knV b左=-0.6×11.73kn/m×4m=-28.15knV b右=0.5×11.73kn/m×4m=23.46knV c左=-0.5×11.73kn/m×4m=-23.46knV c右=0.6×11.73kn/m×4m=28.15knVd=-0.4×11.73kn/m×4m=18.76kn剪力图：（kn）弯矩图：（kn·m）3、抗弯强度验算：16#工字钢截面特性：惯性矩（I）=1130cm4 强度设计值（f）=205n/mm2 截面抵抗矩：（W）=141cm3 弹性模量（E）=206×103n/mm2б=M/(R X W X)+N/A=126.8+83.1kn/2610mm2=158.6n/mm2＜[f]=205n/mm2所以满足要求！4、稳定性验算：б=M/(R X W X)=18.77kn·m/（1.05×141000）=126.8n/mm2＜[f]=205n/mm2R X取1.05；满足要求！5、钢丝绳拉力验算：单根￠14钢丝绳拉力为：1373 kn，假设当钢丝绳与拉结体形成450夹角时其拉力为：1373 kn×sin450=970.86 KN﹥∑N=140.556kn远远满足要求。
悬挑板计算书
悬挑板计算项目名称_____________日期_____________设计者_____________校对者_____________一、构件编号: LB-1二、示意图三、依据规范《建筑结构荷载规范》 GB50009-2012《混凝土结构设计规范》 GB50010-2010四、计算信息1.几何参数计算跨度: Lx = 1000 mm; Ly = 1000 mm板厚: h = 150 mm2.材料信息混凝土等级: C30 fc=14.3N/mm2 ft=1.43N/mm2 ftk=2.01N/mm2Ec=3.00×104N/mm2钢筋种类: HPB300 fy = 270 N/mm2Es = 2.1×105 N/mm2最小配筋率: ρ= 0.250%纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as = 20mm保护层厚度: c = 10mm3.荷载信息(均布荷载)永久荷载分项系数: γG = 1.200可变荷载分项系数: γQ = 1.400准永久值系数: ψq = 1.000永久荷载标准值: ｑgk = 9.000kN/m2可变荷载标准值: ｑqk = 0.500kN/m24.计算方法:弹性板5.边界条件(上端/下端/左端/右端):固定/自由/自由/自由6.设计参数结构重要性系数: γo = 1.00泊松比:μ = 0.200五、计算参数:1.计算板的跨度: Lo = 1000 mm2.计算板的有效高度: ho = h-as=150-20=130 mm六、配筋计算(悬臂板计算):1.Y向支座钢筋1) 确定上端端支座弯距M o y = (γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2/2= (1.200*9.000+1.400*0.500)*12/2= 5.750 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o y/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*5.750×106/(1.00*14.3*1000*130*130)= 0.0243) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.024) = 0.0244) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*14.3*1000*130*0.024/270= 166mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 166/(1000*150) = 0.111%ρ<ρmin = 0.250% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.250%*1000*150 = 375 mm2采取方案8@130, 实配面积386 mm2七、跨中挠度计算：Mk -------- 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1.计算标准组合弯距值M k:Mk = M gk+M qk = (ｑgk+ｑqk)*Lo2/2= (9.000+0.500)*12/2= 4.750 kN*m2.计算准永久组合弯距值M q:Mq = M gk+ψq*M qk = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (9.000+1.0*0.500)*12/2= 4.750 kN*m3.计算受弯构件的短期刚度 Bs1) 计算按荷载荷载效应的两种组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力= 4.750×106/(0.87*130*386) = 108.804 N/mm= 4.750×106/(0.87*130*386) = 108.804 N/mm2) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积: Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*150= 75000mm2= 386/75000 = 0.515%3) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ= 1.1-0.65*2.01/(0.515%*108.804) = -1.233因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψk = 0.2= 1.1-0.65*2.01/(0.515%*108.804) = -1.233因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψq = 0.24) 计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αEαE = Es/Ec = 2.1×105/3.00×104 = 7.0005) 计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γ f矩形截面，γf=06) 计算纵向受拉钢筋配筋率ρρ = As/(b*ho)= 386/(1000*130) = 0.297%7) 计算受弯构件的短期刚度 BsBsk = Es*As*ho2= 2.1×105*386*1302/[1.15*-1.233+0.2+6*7.000*0.297%/(1+3.5*0.0)]= 2.470×103 kN*m2Bsq = Es*As*ho2= 2.1×105*386*1302/[1.15*-1.233+0.2+6*7.000*0.297%/(1+3.5*0.0)]= 2.470×103 kN*m24.计算受弯构件的长期刚度B1) 确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ2) 计算受弯构件的长期刚度 B= 4.750/(4.750*(2.0-1)+4.750)*2.470×103= 1.235×103 kN*m2= 2.470×103/2.0= 1.235×103 kN*m2B = min(Bk,Bq)= min(1234.807,1234.807)= 1234.8075.计算受弯构件挠度f max = (q gk+q qk)*(2*Lo)4/(8*B)= (9.000+0.500)*14/(8*1.235×103)= 15.387mm6.验算挠度挠度限值fo=2Lo/200=2*1000/200=10.000mmfmax=15.387mm>fo=10.000mm，不满足规范要求!八、裂缝宽度验算:1.上端支座跨中裂缝1) 计算荷载效应M o y = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (9.000+1.0*0.500)*1000*1000/2= 4.550 kN*m2) 光面钢筋,所以取值v i=0.73) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力=4.550×106/(0.87*130*386)=104.223N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*150=75000 mm2=386/75000 = 0.0051因为ρte=0.0051 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψ=1.1-0.65*2.010/(0.0100*104.223)=-0.154因为ψ=-0.154 < 0.2,所以让ψ=0.27) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/130=78) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=7*8*8/(7*0.7*8)=119) 计算最大裂缝宽度=1.9*0.200*104.223/2.1×105*(1.9*20+0.08*11/0.0100) =0.0244mm ≤ 0.30, 满足规范要求。
防护棚计算书
防护棚计算书编制依据：《建筑施工高处作业安全技术规范》JGJ80-91、《建筑施工扣件式钢管脚手架安全技术规范》JGJ130-2001。
由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
计算书中规定防护棚开间方向为横向，进深方向为纵向，简图如下：[mm]单位:单位:[mm]JDaIT)w—££7f2100*——-----------1I二I一、参数信息1、构造参数立杆横距l b(m):;立杆纵距l a(m):；防护棚高度H(m): 5 ;上下防护层间距h i(m):;立杆步距h(m):；斜撑与立杆连接点与地面的距离h2(m):；斜撑与立杆连接点到下防护层的距离h3(m):；水平钢管搭设方式：钢管沿纵向搭设；水平钢管间距a(m):;X扣件连接方式：双扣件，双扣件抗滑承载力调整系数2. 荷载参数高空坠落物最大荷载标准值N(kN): 1 ;脚手板自重(kN/m2):；栏杆及挡脚板自重(kN/m):；3. 地基参数地基土类型：素填土；地基承载力标准值(kPa): 120 ；立杆基础底面面积(m2):；地基承载力调整系数：1。
、纵向水平支撑钢管计算纵向钢管按照三跨连续梁计算，承受脚手板自重、坠落物冲击集中荷载。
由于防护棚有双层防护，故只按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
截面几何参数如下:3截面抵抗矩W = cm截面惯性矩I = cm 4纵向钢管计算简图1. 荷载的计算(1) 脚手板自重(kN/m):q1 = X = kN/m ;(2) 高空坠落物最大荷载标准值(kN):N= 1 kN ;2. 强度验算纵向支撑钢管按三跨连续梁计算；最大弯矩计算公式如下：M = +均布恒载：q = X = kN/m ;冲击荷载：F = X 1 = kN ;最大弯距M =XX+XX =；最大应力(T = M / W = X 106/ X 103) = N/mm 2;支撑钢管的抗压强度设计值[f]=205 N/mm 2;支撑钢管的计算应力N/mm2小于钢管的抗弯强度设计值205 N/m血满足要求!三、横向支撑钢管计算横向水平钢管按照承载能力极限状态设计，按照集中荷载作用下的简支梁计算；冲击荷载按最不利情况作用于跨中，上部钢管传递的恒载按等间距步置。
悬挑雨篷板 计算书
LB-1矩形板计算（可变荷载控制）项目名称_____________日期_____________设计者_____________校对者_____________一、构件编号: LB-1二、示意图三、依据规范《建筑结构荷载规范》 GB50009-2012《混凝土结构设计规范》 GB50010-2010四、计算信息1.几何参数计算跨度: Lx = 1200 mm; Ly = 1000 mm板厚: h = 120 mm2.材料信息混凝土等级: C30 fc=14.3N/mm2 ft=1.43N/mm2 ftk=2.01N/mm2 Ec=3.00×104N/mm2钢筋种类: HRB400 fy = 360 N/mm2 Es = 2.0×105 N/mm2最小配筋率: ρ= 0.200%纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as = 20mm保护层厚度: c = 15mm3.荷载信息(均布荷载)永久荷载分项系数: γG = 1.200可变荷载分项系数: γQ = 1.400准永久值系数: ψq = 0.500永久荷载标准值: ｑgk = 5.000kN/m2可变荷载标准值: ｑqk = 2.500kN/m24.计算方法:弹性板5.边界条件(上端/下端/左端/右端):自由/自由/固定/自由6.设计参数结构重要性系数: γo = 1.00泊松比:μ = 0.200五、计算参数:1.计算板的跨度: Lo = 1200 mm2.计算板的有效高度: ho = h-as=120-20=100 mm六、配筋计算(悬臂板计算):1.X向支座钢筋1) 确定左端端支座弯距M o x = (γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2/2= (1.200*5.000+1.400*2.500)*1.22/2= 6.840 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o x/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*6.840×106/(1.00*14.3*1000*100*100)= 0.0483) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.048) = 0.0494) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*14.3*1000*100*0.049/360= 195mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 195/(1000*120) = 0.162%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmin*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2用户选择了支座放大系数，系数值为:1.30所以最后面积As = 240*1.30 = 312 mm2采取方案8@150, 实配面积335 mm2七、跨中挠度计算：Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1.计算准永久组合弯距值M q:Mq = M gk+ψq*M qk = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (5.000+0.5*2.500)*1.22/2= 4.500 kN*m2.计算受弯构件的短期刚度 Bs1) 计算按荷载荷载效应的两种组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq = Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)= 4.500×106/(0.87*100*251) = 206.072 N/mm2) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积: Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*120= 60000mm2ρte = As/Ate 混规(7.1.2-4)= 251/60000 = 0.418%3) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψq = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)= 1.1-0.65*2.01/(0.418%*206.072) = -0.416因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψq = 0.24) 计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αEαE = Es/Ec = 2.0×105/3.00×104 = 6.6675) 计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γf矩形截面，γf=06) 计算纵向受拉钢筋配筋率ρρ = As/(b*ho)= 251/(1000*100) = 0.251%7) 计算受弯构件的短期刚度 BsBsq = Es*As*ho2/[1.15ψq+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(7.2.3-1))= 2.0×105*251*1002/[1.15*-0.416+0.2+6*6.667*0.251%/(1+3.5*0.0)] = 9.465×102 kN*m23.计算受弯构件的长期刚度B1) 确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ当ρ'=0时，θ=2.0 混规(7.2.5)2) 计算受弯构件的长期刚度 BBq = Bsq/θ (混规(7.2.2-2))= 9.465×102/2.0= 4.732×102 kN*m24.计算受弯构件挠度f max = (q gk+Ψq*q qk)*Lo4/(8*B)= 3.423mm5.验算挠度挠度限值fo=2Lo/200=2*1200/200=12.000mmfmax=3.423mm≤fo=12.000mm，满足规范要求!八、裂缝宽度验算:1.左端支座跨中裂缝1) 计算荷载效应M o y = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (5.000+0.5*2.500)*1200*1200/2= 4.500 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)=4.500×106/(0.87*100*314)=164.727N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(7.1.2-4)=314/60000 = 0.0052因为ρte=0.0052 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)=1.1-0.65*2.010/(0.0100*164.727)=0.3077) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/160=68) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=6*8*8/(6*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(7.1.2-1)=1.9*0.307*164.727/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100)=0.0490mm ≤ 0.20, 满足规范要求LB-1矩形板计算（永久荷载控制）项目名称_____________日期_____________设计者_____________校对者_____________一、构件编号: LB-1二、示意图三、依据规范《建筑结构荷载规范》 GB50009-2012《混凝土结构设计规范》 GB50010-2010四、计算信息1.几何参数计算跨度: Lx = 1200 mm; Ly = 1000 mm板厚: h = 120 mm2.材料信息混凝土等级: C30 fc=14.3N/mm2 ft=1.43N/mm2 ftk=2.01N/mm2 Ec=3.00×104N/mm2钢筋种类: HRB400 fy = 360 N/mm2 Es = 2.0×105 N/mm2最小配筋率: ρ= 0.200%纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as = 20mm保护层厚度: c = 15mm3.荷载信息(均布荷载)永久荷载分项系数: γG = 1.350可变荷载分项系数: γQ = 0.980准永久值系数: ψq = 0.500永久荷载标准值: ｑgk = 5.000kN/m2可变荷载标准值: ｑqk = 2.500kN/m24.计算方法:弹性板5.边界条件(上端/下端/左端/右端):自由/自由/固定/自由6.设计参数结构重要性系数: γo = 1.00泊松比:μ = 0.200五、计算参数:1.计算板的跨度: Lo = 1200 mm2.计算板的有效高度: ho = h-as=120-20=100 mm六、配筋计算(悬臂板计算):1.X向支座钢筋1) 确定左端端支座弯距M o x = (γG*ｑgk+γQ*ｑqk)*Lo2/2= (1.350*5.000+0.980*2.500)*1.22/2= 6.624 kN*m2) 确定计算系数αs = γo*M o x/(α1*fc*b*ho*ho)= 1.00*6.624×106/(1.00*14.3*1000*100*100)= 0.0463) 计算相对受压区高度ξ = 1-sqrt(1-2*αs) = 1-sqrt(1-2*0.046) = 0.0474) 计算受拉钢筋面积As = α1*fc*b*ho*ξ/fy = 1.000*14.3*1000*100*0.047/360= 188mm25) 验算最小配筋率ρ = As/(b*h) = 188/(1000*120) = 0.157%ρ<ρmin = 0.200% 不满足最小配筋要求所以取面积为As = ρmi n*b*h = 0.200%*1000*120 = 240 mm2用户选择了支座放大系数，系数值为:1.30所以最后面积As = 240*1.30 = 312 mm2采取方案8@150, 实配面积335 mm2七、跨中挠度计算：Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1.计算准永久组合弯距值M q:Mq = M gk+ψq*M qk = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (5.000+0.5*2.500)*1.22/2= 4.500 kN*m2.计算受弯构件的短期刚度 Bs1) 计算按荷载荷载效应的两种组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq = Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)= 4.500×106/(0.87*100*251) = 206.072 N/mm2) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积: Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*120= 60000mm2ρte = As/Ate 混规(7.1.2-4)= 251/60000 = 0.418%3) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψq = 1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)= 1.1-0.65*2.01/(0.418%*206.072) = -0.416因为ψ不能小于最小值0.2，所以取ψq = 0.24) 计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值αEαE = Es/Ec = 2.0×105/3.00×104 = 6.6675) 计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值γf矩形截面，γf=06) 计算纵向受拉钢筋配筋率ρρ = As/(b*ho)= 251/(1000*100) = 0.251%7) 计算受弯构件的短期刚度 BsBsq = Es*As*ho2/[1.15ψq+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')](混规(7.2.3-1))= 2.0×105*251*1002/[1.15*-0.416+0.2+6*6.667*0.251%/(1+3.5*0.0)] = 9.465×102 kN*m23.计算受弯构件的长期刚度B1) 确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数θ当ρ'=0时，θ=2.0 混规(7.2.5)2) 计算受弯构件的长期刚度 BBq = Bsq/θ (混规(7.2.2-2))= 9.465×102/2.0= 4.732×102 kN*m24.计算受弯构件挠度f max = (q gk+Ψq*q qk)*Lo4/(8*B)= 3.423mm5.验算挠度挠度限值fo=2Lo/200=2*1200/200=12.000mmfmax=3.423mm≤fo=12.000mm，满足规范要求!八、裂缝宽度验算:1.左端支座跨中裂缝1) 计算荷载效应M o y = (ｑgk+ψq*ｑqk)*Lo2/2= (5.000+0.5*2.500)*1200*1200/2= 4.500 kN*m2) 带肋钢筋,所以取值v i=1.03) 因为C < 20，所以取C = 204) 计算按荷载效应的准永久组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力σsq=Mq/(0.87*ho*As) 混规(7.1.4-3)=4.500×106/(0.87*100*314)=164.727N/mm5) 计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate=0.5*b*h=0.5*1000*120=60000 mm2ρte=As/Ate 混规(7.1.2-4)=314/60000 = 0.0052因为ρte=0.0052 < 0.01,所以让ρte=0.016) 计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数ψψ=1.1-0.65*ftk/(ρte*σsq) 混规(7.1.2-2)=1.1-0.65*2.010/(0.0100*164.727)=0.3077) 计算单位面积钢筋根数nn=1000/dist = 1000/160=68) 计算受拉区纵向钢筋的等效直径d eqd eq= (∑n i*d i2)/(∑n i*v i*d i)=6*8*8/(6*1.0*8)=89) 计算最大裂缝宽度ωmax=αcr*ψ*σsq/Es*(1.9*C+0.08*Deq/ρte) (混规(7.1.2-1) =1.9*0.307*164.727/2.0×105*(1.9*20+0.08*8/0.0100) =0.0490mm ≤ 0.20, 满足规范要求。
悬挑防护棚计算书
悬挑防护棚计算书一、基本参数侧立面示意图平面图三、荷载参数次梁材料 钢管 次梁钢管型号 Ф48×3.5 截面面积A(cm 2) 4.89 截面惯性矩Ix(cm 4) 12.19 截面抵抗矩Wx(cm 3) 5.08 抗弯强度设计值[f](N/mm 2) 205 回转半径i(mm)15.8弹性模量E(N/mm 2)206000c c a 计算简图：计算抗弯：M=0.466kN.m计算抗剪：V=1.078kN计算挠度：ν=2.28mm计算简图：计算抗弯：M=0.383kN.m 计算抗剪：V=0.897kN计算挠度：ν=1.566mm承载能力极限状态：q=1.2×(g k1+g k3)×L b+1.2×g k4=1.2×(0.3+0.01)×0.5+1.2×0.0384=0.232kN/m 横向次梁的集中力：R=1.2×L b×g k4=1.2×0.5×0.0384=0.023kNP k =1.4pk=1.4×1=1.4kN正常使用极限状态：q'=(g k1+g k3)×L b+g k4=(0.3+0.01)×0.5+0.0384=0.193kN/m横向次梁的集中力：R'=L b×g k4=0.5×0.0384=0.0192kNP k'=1kN1.抗弯验算M max=Max(0.466，0.383)=0.466kN.mσ=M max/W X=0.466×106/(5.08×103)=91.742N/mm2≤[f]=205N/mm2 次梁强度满足！2.挠度验算νmax=Max(2.28，1.566)=2.28mm≤[ν]=L a/400=1500/400=3.75mm 次梁挠度满足要求！3.支座反力计算极限状态下支座反力：R次梁=R max=Max(1.45，1.24)=1.45kN正常使用状态下支座反力：R'次梁=R'max=Max(1.087，0.937)=1.087kN五、主梁验算计算抗弯：M=1.295kN.m 计算抗剪：V=3.505kN计算挠度：ν=6.951mm下层纵向次梁的自重荷载L a×g k4 1.5×0.0384=0.058 1.2×1.5×0.0384=0 .069下层横向次梁的自重荷载2×L b×g k42×0.5×0.0384=0.038 1.2×2×0.5×0.0384 =0.046防护层内材料自重L a×L b×g k1 1.5×0.5×0.3=0.225 1.2×1.5×0.5×0.3= 0.27安全网自重荷载L a×L b×g k3 1.5×0.5×0.01=0.008 1.2×1.5×0.5×0.01 =0.009合计0.352 0.422 承载能力极限状态：q x=1.2×q×sin（α0）=1.2×g k5×sin（50）=1.2×0.0768×0.0872=0.008kN/mq y=1.2×q×cos（α0）=1.2×g k5×cos（50）=1.2×0.0768×0.9962=0.0918kN/m R x=(R次梁+R下排)×sin(α0)=1.872×0.0872=0.1631kNR y=(R次梁+R下排)×cos(α0)=1.872×0.9962=1.8647kN正常使用极限状态：q'x=q×sin（α0）=g k5×sin（50）=0.0768×0.0872=0.0067kN/mq'y=q×cos（α0）=g k5×cos（50）=0.0768×0.9962=0.0765kN/mR'x=(R'次梁+R'下排)×sin(α0)=1.438×0.0872=0.1253kNR'y=(R'次梁+R'下排)×cos(α0)=1.438×0.9962=1.4326kN1.抗弯验算M max=1.295kN.mσ=M max/W X=1.295×106/(10.16×103)=127.449N/mm2≤[f]=205N/mm2主梁抗弯度满足！2.挠度验算νmax=6.951mm≤[ν]=A/400=4000/400=24.45mm主梁挠度满足要求！3.支座反力计算R0=2.273kNR1=7.495kNR2=5.517kN上拉部分：第1道上拉：F1=R1/(sin(α+arctan((S1-L1×sinα)/(L1×cosα))))=7.495/(sin(5+arctan((3.3-2×sin5)/ (2×cos5)))) =8.451kN第2道上拉：F2=R2/(sin(α+arctan((S2-L2×sinα)/(L2×cosα))))=5.517/(sin(5+arctan((3.3-3.5×sin5 )/(3.5×cos5)))) =7.714kN4.主梁稳定性验算N max=q x×A+R x((A-a)/L b+1)+(F12-R12)0.5+(F22-R22)0.5=0.008×4+0.1631×（(4-0.5)/0.5+1）+(8.4512-7.4952)0.5+(7.7142-5.5172)0.5=10.633kN λx=L1/i=2000/31.6=63.291查《规范》表A得，φ=0.806σ=N/(φA)=10632.626/(0.806×9.78×102)=13.489N/mm2≤[f]=205N/mm2主梁稳定性满足要求！六、主梁与主体结构连接点强度计算扣件抗滑承载力验算：N max=q x×A+R x((A-a)/L b+1)+(F12-R12)0.5+(F22-R22)0.5=0.008×4+0.1631×（(4-0.5)/0.5+1）+(8.4512-7.4952)0.5+(7.7142-5.5172)0.5=10.633kN 主梁钢管扣件抗滑移N max=10.633kN≤1×12=12kN主梁与主体结构预埋钢管扣件抗滑移计算：N1max=R0×cosα+N max×sinα=2.273×cos(50)+10.633×sin(50)= 3.191kN≤R c=1×12=12kN 主梁扣件抗滑承载力满足要求！七、拉撑绳杆承载力计算1.上拉杆件为钢丝绳钢丝绳节点钢丝绳的最大轴向拉力N S=Max[F1]=8.451kN查(《建筑施工计算手册》江正荣著2001年7月第一版)表13-4、13-5、13-6得，钢丝绳破断拉力总和：F g=184kN[F g]=α× F g/k=0.85×184/9=17.378kN≥N S=8.451kN符合要求！绳夹数量：n=1.667[Fg]/(2T)=1.667×17.378/(2×15.19)=1个≤[n]=3个符合要求！花篮螺栓验算：σ=[F g]/(π×d e2/4)=17.378×103/(π×122/4)=153.653N/mm2≤[ft]=170N/mm2符合要求！拉环验算：σ =[F g]/(2A)=2[F g]/πd2=2×17.378×103/(π×202)=27.658N/mm2≤[f]=65N/mm2注：[f]为拉环钢筋抗拉强度，按《混凝土结构设计规范》10.9.8 每个拉环按2个截面计算的吊环应力不应大于65N/mm2符合要求！角焊缝验算：τf =N S/(h e×l w)=8.451×103/(10×100)=8.451N/mm2≤f t w=160N/mm2符合要求！2.上拉杆件为钢管S2轴心受拉稳定性计算：σ=N S/A=7.714×103/489=15.775N/mm2≤f=205N/mm2 符合要求！钢管扣件抗滑移N S=7.714kN≤1×12=12kN扣件抗滑承载力满足要求！角焊缝验算：τf=N S/(h e×l w)=7.714×103/(15×120)=4.286N/mm2≤f t w=160N/mm2符合要求！对接焊缝验算：σ=N S/(l w t)=7.714×103/A=7.714×103/489=15.775N/mm2≤f t w=185N/mm2符合要求！。
外脚手架架体外悬挑安全防护棚计算书
外脚手架架体外悬挑安全防护棚计算书编制单位：编制人：审核人：日期：目录一、防护棚搭设方案 (1)二.防护棚受力计算 (2)（一）、荷载取值 (2)（二）、纵向水平支撑钢管计算 (2)（三）、悬挑横向支撑钢管计算 (4)（四）、斜拉钢管、钢丝绳计算 (6)（五）、斜拉钢管扣件抗滑力的计算 (7)（六）、钢丝绳验算 (7)（七）、吊环强度计算 (7)二.防护棚受力计算（一）、荷载取值1、脚手板：脚手板自重标准值(kN/m2)：0.30；2、安全网自重标准值(kN/m2)：0.005；3、高空坠落物最大荷载标准值N(kN)：1 ；4、每米脚手架钢管自重标准值(kN/m):0.038；5、查《建筑结构荷载规范》风荷载，式中：ωk——风荷载标准值（kN/m2）。
βz——风振系数，取1.0；μz——风压高度变化系数，按现行国家标准《建筑结构荷载规范》（GBJ50009-2001）规定采用。
地面高度为12m，取值为1.07。
μS——脚手架风荷载体型系数，按现行国家标准《建筑结构荷载规范》（GBJ50009-2001）规定取μS=1.3×ψ=1.3×0.089=0.116。
（其中ψ为挡风系数）ω0——基本风压（kN/m2），按现行国家标准《建筑结构荷载规范》采用。
清远三十年一遇取0.32kN/m2。
ωK=0.7×1×1.07×0.116×0.32=0.028kN/m2。
（二）、纵向水平支撑钢管计算纵向钢管按照三跨连续梁计算，承受钢管自重、脚手板及安全网自重、坠落物冲击集中荷载、风荷载。
因坠落物冲击集中荷载、风荷载不会同时作用，因此按二者分别作用最大值计算。
因防护棚按照承载能力极限状态设计，不考虑正常使用极限状态。
截面几何参数如下：钢管截面抵抗矩 W=5.08 cm3;钢管截面惯性矩 I=12.19 cm4;钢管净截面面积： A=4.89 cm2；1.荷载的计算(1)脚手板自重(kN/m)：q1=0.30×0.8=0.24kN/m；(2)钢管自重(kN/m)q2=0.038（3）安全网自重(kN/m)q3=0.005×0.8=0.004（4）风荷载(kN/m)q4=0.028×0.8=0.022(5) 高空坠落物最大荷载标准值(kN)：N= 1kN；2.纵向强度验算1、纵向支撑钢管按三跨连续梁计算；（1）坠落物冲击集中荷载作用下最大弯矩计算公式如下:纵向钢管计算简图M=0.08ql2 + 0.2Fl均布恒载：q=1.2 ×（0.24+0.038+0.004） =0.338kN/m；冲击荷载：F=1.4×1=1.4kN；最大弯距 M=0.08×0.338×1.52 + 0.2×1.4×1.5= 0.481kN·m；最大应力σ=M / W=0.481×106 / (5.08×103)=94.583N/mm2；支撑钢管的抗压强度设计值 [f]=205N/mm2；支撑钢管的计算应力 94.583N/mm2小于钢管的抗弯强度设计值 205N/mm2，满足要求！（2）风荷载作用下最大弯矩计算公式如下:纵向钢管计算简图M=0.08ql2当考虑风荷载为正荷载时q=1.2 ×（0.24+0.038+0.004）+1.4×0.022=0.369 kN/m；最大弯距 M=0.08×0.369×1.52 = 0.066kN·m；最大应力σ=M / W=0.066×106 / (5.08×103)=12.99N/mm2；支撑钢管的抗压强度设计值 [f]=205N/mm2；支撑钢管的计算应力 12.99N/mm2小于钢管的抗弯强度设计值 205N/mm2，满足要求！当考虑风荷载为负荷载时q=1.2 ×（0.24+0.038+0.004）-1.4×0.022=0.308 kN/m；最大弯距 M=0.08×0.308×1.52 = 0.055kN·m；最大应力σ=M / W=0.055×106 / (5.08×103)=10.83N/mm2；支撑钢管的抗压强度设计值 [f]=205N/mm2；支撑钢管的计算应力 10.83N/mm2小于钢管的抗弯强度设计值 205N/mm2，满足要求！（三）、悬挑横向支撑钢管计算悬挑横向水平钢管按照承载能力极限状态设计，按照两跨连续梁计算；1、坠落物冲击集中荷载作用下最大弯矩、及支座剪力计算公式如下:冲击荷载按最不利情况作用于跨中，上部钢管传递的恒载按等间距步置。
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悬挑防护棚计算书一、基本参数
侧立面示意图
平面图
三、荷载参数
防护层材料类型竹串片脚手板防护层材料自重标准值g k1(kN/m2) 0.35 栏杆与挡脚板类型栏杆、竹串片脚手板
栏杆与挡脚板自重标值g k2(kN/m) 0.17
挡板
安全网自重g k3(kN/m2) 0.01 冲击荷载p k(kN) 1
次梁自重g k4(kN/m) 0.0333 主梁自重g k5(kN/m) 0.0333
次梁材料钢管次梁钢管型号Ф48×3截面面积A(cm2) 4.24 截面惯性矩I x(cm4) 10.78 截面抵抗矩W x(cm3) 4.49 抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205
回转半径i(mm) 15.9 弹性模量E(N/mm2) 206000 次梁计算方式三等跨连续梁
c c a
计算简图：
计算抗弯：
M=0.185kN.m 计算抗剪：
V=1.048kN
计算挠度：
ν=0.16mm
计算简图：
计算抗弯：
M=0.152kN.m 计算抗剪：
V=0.869kN
计算挠度：
ν=0.112mm
承载能力极限状态：
q=1.2×(g k1+g k3)×L b+1.2×g k4=1.2×(0.35+0.01)×0.7+1.2×0.0333=0.342kN/m 横向次梁的集中力：
R=1.2×L b×g k4=1.2×0.7×0.0333=0.028kN
P k =1.4p k=1.4×1=1.4kN
正常使用极限状态：
q'=(g k1+g k3)×L b+g k4=(0.35+0.01)×0.7+0.0333=0.285kN/m
横向次梁的集中力：
R'=L b×g k4=0.7×0.0333=0.0233kN
P k'=1kN
1.抗弯验算
M max=Max(0.185，0.152)=0.185kN.m
σ=M max/W X=0.185×106/(4.49×103)=41.105N/mm2≤[f]=205N/mm2
次梁强度满足！
2.挠度验算
νmax=Max(0.16，0.112)=0.16mm≤[ν]=L a/400=600/400=1.5mm
次梁挠度满足要求！
3.支座反力计算
极限状态下支座反力：
R次梁=R max=Max(1.395，1.183)=1.395kN
正常使用状态下支座反力：
R'次梁=R'max=Max(1.04，0.888)=1.04kN
五、主梁验算
主梁材料单钢管主梁钢管型号Ф48×3截面面积A(cm2) 4.24 截面惯性矩I x(cm4) 10.78 截面抵抗矩W x(cm3) 4.49 抗弯强度设计值[f](N/mm2) 205
回转半径i(mm) 15.9 弹性模量E(N/mm2) 206000 主梁与主体结构的连接方式双扣件扣件的抗滑移折减系数 1
计算抗弯：
M=0.895kN.m
计算抗剪：
V=2.701kN
计算挠度：
ν=5.081mm
下层防护棚传递至悬挑主梁荷载标准值R'(kN) 设计值R(kN)
连接两层短立杆的自重荷载h×g k41×0.0333=0.033 1.2×1×0.0333=0.04
下层纵向次梁的自重荷载L a×g k40.6×0.0333=0.02 1.2×0.6×0.0333=0. 024
下层横向次梁的自重荷载5×L b×g k45×0.7×0.0333=0.117 1.2×5×0.7×0.0333= 0.14
防护层材料自重L a×L b×g k10.6×0.7×0.35=0.147 1.2×0.6×0.7×0.35= 0.176
安全网自重荷载L a×L b×g k30.6×0.7×0.01=0.004 1.2×0.6×0.7×0.01= 0.005
合计0.321 0.385 q x=1.2×q×sinα=1.2×g k5×sin1=1.2×0.0333×0.0175=0.0007kN/m
q y=1.2×q×cosα=1.2×g k5×cos1=1.2×0.0333×0.9998=0.04kN/m
R x=(R次梁+R下排)×sinα=1.78×0.0175=0.0311kN
R y=(R次梁+R下排)×cosα=1.78×0.9998=1.7798kN
正常使用极限状态：
q'x=q×sinα=g k5×sin1=0.0333×0.0175=0.0006kN/m
q'y=q×cosα=g k5×cos1=0.0333×0.9998=0.0333kN/m
R'x=(R'次梁+R'下排)×sinα=1.361×0.0175=0.0238kN
R'y=(R'次梁+R'下排)×cosα=1.361×0.9998=1.3607kN
1.抗弯验算
M max=0.895kN.m
σ=M max/W X=0.895×106/(4.49×103)=199.31N/mm2≤[f]=205N/mm2
主梁抗弯度满足！
2.挠度验算
νmax=5.081mm≤[ν]=A/400=4240/400=10.6mm
主梁挠度满足要求！
3.支座反力计算
R0=1.342kN
R1=3.176kN
R2=4.5kN
上拉部分：
第1道上拉：
F1=R1/(sin(α+arctan((S1-L1×sinα)/(L1×cosα))))=3.176/(sin(1+arctan((2.7-1×sin1)/ (1×cos1)))) =3.368kN
第2道上拉：
F2=R2/(sin(α+arctan((S2-L2×sinα)/(L2×cosα))))=4.5/(sin(1+arctan((3.3-2.5×sin1)/( 2.5×cos1)))) =5.599kN
4.主梁稳定性验算
N max=q x×A+R x((A-a)/L b+1)+(F12-R12)0.5+(F22-R22)0.5=0.0007×3+0.0311×
（(3-0.2)/0.7+1）+(3.3682-3.1762)0.5+(5.5992-4.52)0.5=4.61kN
λx=L1/i=1500/15.9=94.34
查《规》表A得，φ=0.634
σ=N/(φA)=4609.912/(0.634×4.24×102)=17.149N/mm2≤[f]=205N/mm2
主梁稳定性满足要求！
六、主梁与主体结构连接点强度计算
扣件抗滑承载力验算：
N max=q x×A+R x((A-a)/L b+1)+(F12-R12)0.5+(F22-R22)0.5=0.0007×3+0.0311×
（(3-0.2)/0.7+1）+(3.3682-3.1762)0.5+(5.5992-4.52)0.5=4.61kN
主梁钢管扣件抗滑移N max=4.61kN≤1×12=12kN
主梁与主体结构预埋钢管扣件抗滑移计算：N lmax=R0×cosα+
N max×sinα=1.342×cos1+4.61×sin1= 1.423kN≤R c=1×12=12kN
主梁扣件抗滑承载力满足要求！
七、拉撑绳杆承载力计算
1.上拉杆件为钢管
S12
轴心受拉稳定性计算：σ=N S/A=5.599×103/489=11.451N/mm2≤f=205N/mm2 符合要求！
钢管扣件抗滑移N S=5.599kN≤1×12=12kN
扣件抗滑承载力满足要求！
角焊缝验算：
-
τf=N S/(h e×l w)=5.599×103/(15×120)=3.111N/mm2≤f t w=160N/mm2
符合要求！
对接焊缝验算：
σ=N S/(l w t)=5.599×103/A=5.599×103/489=11.451N/mm2≤f t w=185N/mm2 符合要求！
- . - 总结资料-。