某廣場幕墻工程施工組織設計

1、(此文檔為word格式，下載后您可任意編輯修改！)目 錄工程概況-1結構設計理論和標準-1幕墻材料的物理特性及力學性能荷載及作用計算玻璃板塊的選用與校核玻璃幕墻結構膠縫計算玻璃幕墻立柱計算-13幕墻橫梁強度、撓度計算玻璃組件的固定塊及其間距計算橫梁與立柱連接計算41立柱與支座連接計算 44支座連接件計算連接件與預埋件連接計算幕墻預埋件計算立柱伸縮縫設計計算49南立面鋼架計算后置件的計算鋼角碼與后置件相連接的焊縫計算觀光梯與雨棚計算-57全玻璃幕墻計算屋頂鋼結構支座計算73第一章 工程概況一、工程名稱：××廣場幕墻工程二、工程地點：××市三、工程內(nèi)容：玻璃

2、、鋁板幕墻四、幕墻最大高度：99.75m五、地震設防烈度：六度設防六、幕墻防火等級：耐火等級一級第二章 結構設計理論和標準一、本結構計算遵循以下規(guī)范及標準：1、玻璃幕墻工程技術規(guī)范 jgj102-96 2、建筑幕墻 jgj302-96 3、建筑結構荷載規(guī)范 gb 4、鋼結構設計規(guī)范 gbj17-88 5、高層民用建筑設計防火規(guī)范 gb50045 6、建筑防雷設計規(guī)范 gb 7、建筑抗震設計規(guī)范 gb8、民用建筑隔聲設計規(guī)范 gbj118-889、建筑模數(shù)協(xié)調(diào)統(tǒng)一標準 gbj2-9610、鋁及鋁合金陽極氧、陽極氧化膜總規(guī)范 gb11、金屬鍍膜和化學處理表示方法 gbt 12、金屬覆蓋層、鋼鐵制品

3、熱鍍鋅層相關要求 gbt13、高層民用建筑鋼結構技術規(guī)程 jgj99-98二、本結構計算遵循以下設計理論和規(guī)定： 1、玻璃幕墻按圍護結構設計，其骨架豎梃懸掛在主體結構上，處于受拉狀態(tài)，層與層之間設置豎向伸縮縫。 2、玻璃幕墻及其連接件均具有承載力、剛度和相對于主體結構的位移能力，均采用螺栓連接。 3、幕墻均按6度設防，遵循“小震不壞，中震可修，大震不倒”的原則，幕墻在設防烈度地震作用下經(jīng)修理后仍可使用，在罕遇地震作用下幕墻骨架不脫落。 4、幕墻構件在重力荷載、風荷載、地震作用、溫度作用和主體結構位移影響下均具有安全性。 5、幕墻構件采用彈性方法計算，其截面最大應力設計值應不超過材料的強度設計值

4、： s 式中 s 荷載和作用產(chǎn)生的截面最大應力設計值； 材料強度設計值。 6、荷載和作用效應組合的分項系數(shù)按下列規(guī)定采用：、進行幕墻構件、連接件和預埋件承載力計算時： 重力荷載g：1.2 風荷載w：1.4 地震作用e：1.3 溫度作用t：1.2、進行位移和撓度計算時： 重力荷載g：1.0 風荷載w：1.0 地震作用e：1.0 溫度作用t：1.0 7、當兩個及以上的可變荷載或作用（風荷載、地震作用和溫度作用）效應參加組合時，第一個可變荷載或作用效應的組合系數(shù)可按1.0采用；第二個可變荷載或作用效應的組合系數(shù)可按0.6采用；第三個可變荷載或作用效應的組合系數(shù)可按0.2采用。 8、荷載和作用效應可按

5、下式進行組合： s=gsg+wwsw+eese+ttst 式中 s 荷載和作用效應組合后的設計值； sg 重力荷載作為永久荷載產(chǎn)生的效應； sw、se、st 分別為風荷載、地震作用和溫度作用作為可變荷載和作用產(chǎn)生的效應。按不同的組合情況，三者可分別作為第一個、第二個和第三個可變荷載和作用產(chǎn)生的效應；g、w、e、t各效應的分項系數(shù)，可按2.2.6采用；w、e、t分別為風荷載、地震作用和溫度作用效應的組合系數(shù)。取決于各效應分別作為第一個、第二個和第三個可變荷載和作用的效應，可按2.2.7取值；9、幕墻按各效應組合中的最不利組合進行設計。第三章 幕墻材料的物理特性及力學性能一、玻璃的強度設計值：類

6、型厚 度(mm)強度設計值g(nmm2)大面上的強度邊緣強度浮法玻璃51228.019.5151920.014.0鋼化玻璃51284.058.8151959.041.3二、鋁合金型材的強度設計值：型材狀態(tài)強度設計值g(nmm2)抗拉、抗壓抗剪6063、t584.248.9三、幕墻連接件鋼材的強度設計值：鋼材類型強度設計值(nmm2)抗拉、抗壓和抗彎抗剪vq235（第一組）215125四、焊縫強度設計值： 焊接方法和焊條型號構件鋼材強度設計值 (nmm2)對接焊縫隙(三級)角焊縫手工焊e43xx型q235抗拉、抗彎抗拉、抗壓、抗剪185160五、螺栓連接的強度設計值： 螺栓鋼號強度設計值 (nm

7、m2)c 級a級、b級普通螺栓q235抗拉抗剪抗拉抗剪170130170170六、幕墻材料的重力體積密度：序號材料名稱密度（knm3）密度（nmm3）1玻 璃25.62.56310-52礦棉（防火棉、保溫棉）0.51.0(0.51.0)310-63鋁合金型材28.02.8310-54鋼 材78.57.85310-5七、幕墻材料的彈性模量：序號材 料彈性模量e (nmm2)1玻 璃0.7231052鋁合金0.7031053q235鋼材2.0631054不銹鋼（奧氏體）2.063105八、幕墻材料的線膨脹系數(shù)：序號材 料線膨脹系數(shù)(x10-5)1混凝土1.02鋼 材1.23鋁合金2.354玻 璃1

8、.05不銹鋼（奧氏體）1.8第四章 荷載及作用計算一、風荷載作用 1、作用在幕墻上的風荷載標準值按下式計算： k =z·µz·s·o 式中 k 作用在幕墻上的風荷載標準值（knm2）； z 瞬時風壓的陣風系數(shù)，取2.25；µz 風壓高度變化系數(shù)，按現(xiàn)行國家標準建筑結構荷載規(guī)范gb采用，取µz= 0.6163 (z10)0.44（按c類地區(qū)計算）； s風荷載體型系數(shù)，豎向幕墻外表面取±1.5； o基本風壓，根據(jù)建筑結構荷載規(guī)范gb，××市取0.45kn m2。 則k=2.253µz31.530.4

9、5=1.52µzknm2 (公式 4.1) 2、作用在幕墻上的風荷載設計值按下式計算： =w·k 式中 作用在幕墻上的風荷載設計值（knm2）； w風荷載作用效應的分項系數(shù),取1.4； 則 =1.4k (公式 4.2)二、地震作用（1）玻璃地震作用1、垂直于幕墻平面的均布水平地震作用按下式計算：qe=e·max·ga 式中 qe 垂直于幕墻平面的均布水平地震作用（knm2）； e 動力放大系數(shù)，取3.0； max 水平地震影響系數(shù)最大值，6度防震設計時取0.04； ga 幕墻單位面積自重標準值。則 qe=3.030.0430.4=0.05knm2 (公式

10、 4.3)2、 平行于幕墻平面的集中水平地震作用按下式計算：pe=e·max·g 式中 pe 平行于幕墻平面的集中水平地震作用（kn）； e 動力放大系數(shù)，取3.0；max 水平地震影響系數(shù)最大值，6度防震設計時取0.04；g 幕墻構件的重量（kn），玻璃幕墻等于0.5b·=4.95×104 mm3 由自重產(chǎn)生的最大軸力n=0.4bh=0.4×1.185×5.5=6.52kna強度驗算 m n smax = + £ a gw a03.9×106 6.52×103= + 1.05×4.95

11、5;104 1358=75+4.8=79.8 knmm2 <84.2 nmm2 式中 smax立柱截面承載力量大值（nmm2）； n 立柱拉力設計值（n）； a0 立柱的凈截面面積； m 立柱彎矩設計值（n·mm）； g 塑性發(fā)展系數(shù)，可取為1.05； w 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）； a 立柱的強度設計值，鋁材取84.2nmm2。3、剛度驗算由計算結果得max=15.6mm <l180=16.7 mm （安全）二、標高86.25m53.85m玻璃幕墻立柱計算1、概述：幕墻立柱均懸掛在主體結構上的抗彎構件進行設計，立柱在水平荷載和自重的共同作用下，處于拉彎狀態(tài)，不

12、需驗算其穩(wěn)定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于主塔樓，南立面標高86.25m。查（表4.1）得s=3.42knm2 s=2.45knm2荷載帶寬b=1.185mq=s×b=3.42×1.185=4.05knm2 q=s×b=2.45×1.185=2.90 knm22、內(nèi)力計算：按不等跨二跨連續(xù)梁計算（采用趙西安編著的計算用表）=4.95×104mm2 n m smax = + £ a a0 gw3.92×106 2.13×103 = + =75.4+1.6=77 nmm2 <84.2 nmm21.05&

13、#215;4.95×104 1358 式中 smax立柱截面承載力量大值（nmm2）； n 立柱拉力設計值（n）； a0 立柱的凈截面面積； m 立柱彎矩設計值（n·mm）； g 塑性發(fā)展系數(shù)，可取為1.05； w 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）； a 立柱的強度設計值，鋁型材取84.2nmm2。b.剛度驗算=0.16由表查得 撓度系數(shù) =0.0031 qkh4 2.9×3.64×1012 µ= × =0.0031× e×i 0.7×105×3.5×106 =6.2mm<l1

14、80 = =20mm (安全)三、 標高53.86m25.05m玻璃幕墻立柱計算1、概述：幕墻立柱均懸掛在主體結構上的抗彎構件進行設計，立柱在水平荷載和自重的共同作用下，處于拉彎狀態(tài)，不需驗算其穩(wěn)定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于主塔樓南立面，標高53.85m。查（表4.1）得s=2.79knm2 s=1.99 knm2荷載帶寬b=1.185mq=s×b=2.79×1.185=3.31 knmq=s×b=1.99×1.185=2.36 knm2、內(nèi)力計算按不等跨=跨連續(xù)梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=l = =0.16查表 m=0.0747

15、=0.0031m=mqh2 =0.0747×3.31×3.62 =3.2 kn.m由自重產(chǎn)生的最大軸力n=0.5bh =0.5×1.185×3.6 =2.13 kn3、強度驗算采用 y130-1a =1298 mm2 ix=2.91×106 mm4wmin =4.43×104 n m smax = + £ a a0 gw3.2×106 2.13×103 = + =1.6+68.8=70.4 nmm2 <84.2nmm21.05×4.43×104 1298 式中 smax立柱截面承

16、載力量大值（nmm2）； n 立柱拉力設計值（n）； a0 立柱的凈截面面積； m 立柱彎矩設計值（n·mm）； g 塑性發(fā)展系數(shù)，可取為1.05； w 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）； a 立柱的強度設計值，鋁材取215nmm2。3、 剛度驗算由表查得 剛度系數(shù) =0.0031qk ×=3.32×104 mm3 a=1315mm2 i=2.74×106 mm43、強度驗算 m n smax = + £ a gw a02.22×106 3.99×103 = + 1.05×3.32×104 1315=6

17、3.7+3=66.7 knmm2 <84.2 nmm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（nmm2）； n 立柱拉力設計值（n）； a0 立柱的凈截面面積； m 立柱彎矩設計值（n·mm）； g 塑性發(fā)展系數(shù)，可取為1.05； w 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）； a 立柱的強度設計值，鋁材取84.2nmm2。4、剛度驗算由表查得 撓度系數(shù) =0.003128 qkh4 0.003128×2.89×4.24×1012= × = =14.7mm e i 0.7×105×2.74×106<l

18、180=23.3mm <20mm （安全）一、 標高25.05m6.65m玻璃幕墻立柱計算1、概述：幕墻立柱均懸掛在主體結構上的抗彎構件進行設計，立柱在水平荷載和自重的共同作用下，處于拉彎狀態(tài)，不需驗算其穩(wěn)定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于裙樓，標高25.05m。查（表4.1）得s=2.0knm2 s=1.43knm2荷載帶寬b=1.17mq=s×b=2.0×1.9=3.8 knm2 q=s×b=1.43×1.9=2.72 knm22、內(nèi)力計算：按不等跨兩跨連續(xù)梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=a= ×b1×t2= &

19、#215;50×42 6 6=133 (mm3)本幕墻組件承受水平荷載：p=s×1.185×1.5= 3.63×1.185×1.5=6.45(n)該作用力由18塊固定塊承擔，每塊所受的外力為n1=p118=6.4518=0.36kn因此，一個固定塊承受彎矩值為：m=360×13=4680 (n.mm)固定塊的最大應力值為：s=mwmin 4680= 133 = 35(nmm2) <84.2nmm2 可見固定塊的強度滿足設計要求。10.1 固定塊連接螺釘強度校核能承受的最大拉力為： n=170×2×(p

20、5;3.5582)4=3380n 360×22.5螺釘實際受力 r= =1350n<3380n（安全）6第十章 橫梁與立柱連接計算綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下列不利處進行橫梁與立柱連接強度計算。該處幕墻位于主塔樓，標高為99.75m，幕墻自重按gka=400nm2計；設計荷載為s=3.63knm2。幕墻分格寬度b=1185mm，橫梁上分格高度h1=1500mm。下分格高度h2=1500mm。 立柱材料為鋁合金(ld31rcs)，局部壁厚為3mm。橫梁材料為鋁合金(ld31cs)，局部壁厚為3mm。角碼材料為鋁合金(ld31rcs)，壁厚為4mm。角碼由2個m

21、6的螺栓與立柱連接，螺栓承受水平和垂直組合剪切力作用。橫梁由2個m6的螺釘與角碼連接，水平安裝，承受水平和垂直剪切力的共同作用。10.1 荷載計算10.1.1 水平荷載：橫梁上分格塊傳到橫梁上的力為： s·b2n1上= 8 3.63×11852×10-3= 8=637(n)橫梁下分格塊傳到橫梁上的力為：s·b2n1下= 8 3.63×11852×10-3= 8=637(n)從而，n1= n1上+n1下=1274(n) 10.1.2 垂直荷載：n2=1.2×b2×h1×gka=1.2×11852&

22、#215;1500×400×10-6=427(n)10.1.3 組合荷載：n=n12+n22= 12742+4272=1344 (n)10.2 與立柱相連接的螺栓個數(shù)n1計算，立柱的局部承壓校核：10.2.1 每個螺栓的承載力： ×4.91752nbv = ×84.2 =1599（n） 4nn1=nbv 1344 = 1599=0.84 (個)，取n1=2個。10.2.2 立柱局部承壓能力：nbc= n1·d·t·fa=2×6×3×84.2=3031(n)>n=1344 (n) 10.2.

23、3 角碼局部承壓能力：nbc= n1· d·t·fa=2×6×4×84.2=4042(n)>n=1344 (n)第十一章 立柱與支座連接計算綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下列不利處進行立柱與支座連接強度設計計算。該處幕墻位于主樓，標高取為99.75m，幕墻自重按gka=500nm2計；設計荷載為s= 3.63knm2。=2×6×4×84.2=4042(n)>n=1344 (n)第十一章 立柱與支座連接計算綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下列不利處進行立柱與支座連接

24、強度設計計算。該處幕墻位于主樓，標高取為99.75m，幕墻自重按gka=500nm2計；設計荷載為s= 3.63knm2。幕墻分格寬度b=1185mm，立柱長度(樓層高度)為h=1500mm。立柱材料為鋁合金(ld31rcs)，局部承壓強度為84.2nmm2，立柱連接處壁厚t1=3mm。支座材料為鋼材(q235.t16mm)，支座壁厚t2=6mm。立柱的固定方式為雙系點，即立柱左右兩側均與支座連接。立柱與支座的連接螺栓：2個m12。11.1 荷載計算水平荷載：n1=3.63×1185×3000×10-3=12905 (n)垂直荷載：n2=1.2×500&

25、#215;1185×3000×10-6=2133(n)組合荷載：n=129052+21332=13080(n)11.2 螺栓個數(shù)計算每個螺栓的承載力：nbv=2×(×102)4 ×130=20420 (n)n=0.64(個)，取2個。11.3 局部承受能力校核在水平荷載作用下，立柱與芯筒壁共同承擔局部壓力，因此承壓面有4個，即，nbc=4×2×12×3×84.2=24249.6n>13080 (n)可見立柱與支座的連接設計安全。第十二章 支座連接件計算綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下

26、列不利處進行支座強度設計計算。該處幕墻位于主樓，標高取為99.75m，幕墻自重按gka=500nm2計；設計荷載為s=3.63knm2。幕墻分格寬度b=1185mm，立柱長度(樓層高度)為h=3000mm。支座連接件（角碼）計算，其材質(zhì)為鋼材(q235.t=6mm)；截面尺寸80×6（mm），截面積a=80×6=480mm2，慣性矩i=（112）×6×803=2.56×105mm4，截面抵抗矩w=iy=(2.56×105)40=6.4×103mm3，立柱左右兩側均與支座連接件（角碼）連接。由連接件知，水平荷載作用力通過截面形

27、心，因此不存在水平力偏心矩。在豎向自重作用點，距連接件根部的最大距離為130mm，豎向力為0.5×1.185×3.0=1.8kn，對連接件產(chǎn)生彎矩m=1.8×0.13=0.23kn.m，水平力n=3.63×1.185×3.0=12.9kn。上述內(nèi)力由二個連接件承擔。 n m 12.9×103 0.23×106max= + = + 2a 2w 2×480 2×1.05×6.4×103 =13.4+17.1=30.5nmm2<215nmm2 （安全）可見支座的設計安全。第十三章 連接

28、件與預埋件連接計算綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下列不利處進行支座與埋件連接強度設計計算。該處幕墻位于主樓，標高取為86.25m，幕墻自重按gka=500nm2計；設計荷載為s=3.42knm2。幕墻分格寬度b=1185mm，樓層高度為h=3600mm。立柱的固定方式為雙系點，即立柱左右兩側均與支座連接。由連接件圖知，連接件與預埋件連接的螺栓位于連接件中心，即上述自重產(chǎn)生的彎矩，由螺栓的軸拉力和40mm力臂組成的抵抗矩承擔，由上述計算自重產(chǎn)生的彎矩m=0.23kn.m，抵抗矩的力臂為40mm，由此產(chǎn)生的螺栓的軸力n1=m40=（0.23×106）40=5750n。12

29、螺栓的有效直徑為10mm，a=（4）×10.12=80.10mm2，螺栓的抗拉強度設計值為170nmm2。由第十二章得最大水平力12.9kn，再疊加自重產(chǎn)生彎矩使螺栓增加的拉力，n1=5.75kn，因此對螺栓產(chǎn)生的總拉力為12.9+5.75=18.7kn，由二顆螺栓承擔， n 18.7×103 max= = =117nmm2<170 nmm2 （安全） 2a 2×80.1 第十四章 幕墻預埋件計算 綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸、預埋件的埋設位置、混凝土強度等級等因素，對下列不利處進行預埋件設計計算。該處幕墻位于主樓，使用的混凝土強度等級為c30，標高

30、取為86.25m，幕墻自重按500nm2計；設計組合荷載為s=3.42knm2。幕墻分格寬度為1185mm，樓層高度為3600mm。錨筋選用i級鋼筋，錨筋直徑10mm，共4根分2層，外層錨筋間距為70mm；錨板為8mm×120mm×300mm的q235鋼板。14.1 受力分析由第十三章對預埋件產(chǎn)生的外力：n=12.9knm=0.23kn.mv=1.8kn14.2 錨筋最小截面積計算:當有剪力、法向拉力和彎矩共同作用時,預埋件錨筋按下兩式計算,并應大于其最大值：v n mas= + +ar. av. fy 0.8 ab. fy ar. ab. fy.zn mas= + 0.8

31、 ab. fy 0.4 ar. ab. fy.z式中v¾¾剪力設計值(n);n¾¾法向壓力設計值(n);m¾¾彎矩設計值(n.mm);ar ¾¾錨筋層數(shù)影響系數(shù);av ¾¾錨筋受剪承載力系數(shù);ab ¾¾錨板彎曲變形折減系數(shù);d¾¾錨筋直徑(mm);t ¾¾錨板厚度(mm);z¾¾外層錨筋中心線之間的距離(mm);fc ¾¾混凝土軸心受壓強度設計值15(nmm2);fy ¾¾鋼筋

32、抗拉強度設計值215(nmm2);錨筋層數(shù)影響系數(shù)ar =1 ；錨板彎曲變形折減系數(shù)ab=0.6+0.25td ；=0.6+0.25×(810)=0.8錨筋受剪承載力系數(shù)(av >0.7時,取0.7)av=(4.0-0.08d) fcfy=(4.0-0.08×10)(15215)=0.7039從而，取av=0.7v n mas= + +ar. av. fy 0.8 ab. fy ar. ab. fy.z 1.8×103 12.9×103 0.23×106= + + 1×0.7×215 0.8×0.8×

33、;215 1×0.8×215×70 =125(mm2)n mas= + 0.8 ab. fy 0.4 ar. ab. fy.z 12.9×103 0.23×106= + 0.8×0.8×215 0.4×1×0.8×215×70=141.4(mm2)<410（314mm2） （安全）可見，所需錨筋最小截面積為：141.4(mm2)、實際為314mm2 （安全）第十五章 立柱伸縮縫設計計算立柱材料為鋁合金(ld31rcs)。立柱在年溫差影響下的最大變形量為：dl =a.dt.l=.&

34、#215;80×4600=9.2(mm)其中，a¾¾ 為鋁材的線膨脹系數(shù)，0.；dt¾¾年最大溫差80；l¾¾ 立柱最大長度4600mm?？紤]誤差為5mm，取立柱伸縮縫為20mm，20-5=15mm>dl=9.2mm可見伸縮縫適應年溫差變化。第十六章 南立面鋼桁架計算標高99.75m82.65m ，由水平向（3m間距）和豎向（間距9m）組成水平和豎直向鋼桁架。第一節(jié) 豎向桁架梁計算豎向桁架高13.5m于標高94.25m處設置斜撐，使豎向桁架帶懸臂的單跨桁架梁。一、 水平荷載1、橫向第一桁架布置在標高 86.25m荷載帶

35、寬 b=(3.0+3.0)2 =3.0m橫向桁架受均布荷載為: s=3.42 sk=2.45q=s×b =3.42×3.0 =10.26 knm豎向鋼立柱布置間距 9m , 因此作用于立柱桁架的第一節(jié)點作用力為:p=10.26×9 =92.34 kn2、橫向第二桁架布置在標高 89.25 m s=3.47 sk=2.48荷載帶寬 b =3m橫向桁架受均布荷載為q =3.47×3 =10.41 knmq =10.41×9 =93.69 kn3、橫向第三桁架布置在標高 92.25m s=3.52 sk=2.53荷載帶寬 b = 3mq =3.52&

36、#215;3 =10.56 knmp =10.56×9 =95.04 kn 4、橫向第四桁架布置在標高 95.25m s =3.56 sk=2.55b = (3+3)2 =3q=3.56×3 =10.68 knmp=10.68×9 =96.12kn5、第五桁架布置在標高 99.75m s=3.63 sk=2.6b =32 =1.5 mq=3.63×1.5 =5.45 knmp =5.45×9 = 49 kn二、 豎向荷載設自重0.8knm2，作用于豎向桁架（包括豎向桁架自重）上每一節(jié)點p=0.8×3×9 =21.6kn三、

37、內(nèi)力計算采用理正工程設計計算程序，計算結果nmax = 975.1 kn m =12.6 kn.,又根據(jù)自重在該桿件的壓力=21.6×5 =108 kn因此最大的桿件壓力=975.1+1082 = 1029.1 kn即: nmax =1029.1 knm=12.6 kn.m,四、 強度計算采用2l160×14 a=2×4330 mm2wmin = 2×9.095×104 mm3ix =2×1.048×107 mm4ix=49.2 mm =100049.2 =20.3 =0.96n m= + a w1029.1×10

38、3 12.6×106 = + 2×4330 2×9.095×104 =118.8 + 69.3 = 188.1 nmm2 <215 nmm2 (安全)為安全，采用160×16 五、 剛度驗算查計算結果得：umax= 42.4 mm懸臂長 5.5 mul =42.4(2×5500) =1259.4撓度與型材截面積成反比因此改用 160×16面積增加量 49.0743.3 =1.133即 u =42.41.133 =37.4 ul =37.4(2×5500) =1294 1300 (安全)第二節(jié) 水平向桁架計算一

39、、 荷載選取不利狀態(tài)橫梁進行計算，標高92.25m由表（4.1）查得 s=3.52 knm2 sk =2.53 knm2荷載帶寬 b =3mq=3.52×3 =10.56 knmqk=2.53×3 =7.59 knm節(jié)點荷載 (節(jié)間距 1m)p =10.56×1 =10.56 knpk =7.59×1= 7.59 二、 內(nèi)力計算采用理正計算程序計算結果最大軸力 n=171 kn m=0.6 kn.m三、 強度驗算采用2l80×5 a=2×791 mm2i =2×4.879×105mm4wmin=2×8.3

40、4×103mm3 m n smax 5 1 £ a gw a00.6×106 171×103 5 1 2×0.834×104 2×791=34.3+108.1=142.4nmm2 <215nmm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（nmm2）； n 立柱拉力設計值（n）； a0 立柱的凈截面面積； m 立柱彎矩設計值（n·mm）； g 塑性發(fā)展系數(shù)，可取為1.05； w 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）； a 立柱的強度設計值，鋼材取215nmm2。四、 剛度驗算由計算結果得 umax =13m

41、m<l180 = =20mm (安全)水平向桁架由水平向荷載和豎直向荷載（自重）共同作用下計算二者應力之和、撓度的矢量之和。因豎向荷載不大，簡化成水平向控制，應力和撓度都留有余地。后置件的計算本工程15層以下沒有埋設預埋件，所以取最不利位置（15層標高處）的后置件進行計算。一、參數(shù)取值1、取標高35.85 m（第15層標高處）處進行計算，查××某廣場幕墻工程計算書中的表4.1得：s = 2.03knm2 ， s = 2.84knm2 ；2、幕墻單位面積的自重：gk = 400nm2；3、玻璃的最大分格尺寸：a × b = 1.185m × 1.80

42、0m，層高h =3.600m；4、后置件采用后置鋼板加化學螺栓，每層梁側均設置一個后置件，化學螺栓的抗拉力設計值 n = 16.2 kn。二、化學螺栓抗拉力驗算1、風荷載與地震作用的組合值對后置件產(chǎn)生的拉力：n = s·a·）m = v·l1 = 2048 × 130 = 266240n·mm則： 選用4個m12×160的化學螺栓，結論：后置件滿足設計要求。鋼角碼與后置件相連接的焊縫計算本工程15層以下沒有埋設預埋件，采用后置件作為補救措施，鋼角碼與后置件的連接采用焊縫連接，所以取最不利位置（15層標高處）的焊縫進行計算。一、參數(shù)取值

43、1、取標高35.85 m（第15層標高處）處進行計算，查表4.1得：s = 2.03knm2 ， s = 2.84knm2 ；2、幕墻單位面積的自重：gk = 400nm2；3、玻璃的最大分格尺寸：a × b = 1.185m × 1.800m，層高h =3.600m；4、焊縫為角焊縫，焊腳尺寸，焊縫級別為iii級，手工焊， 二、焊縫強度驗算1、風荷載與地震作用的組合值對焊縫產(chǎn)生的拉力：n = s·a·）m = v·l1 = 2048 × 130 = 266240n·mm則焊縫的最大綜合應力：結論：焊縫長度時能夠滿足設計要求

44、。××廣場觀光梯與雨棚計算書一、觀光電梯井圓弧梁其樓層高度為4.5m，最高標高為25m。圓弧鋼梁的應力及變形計算鋼梁由14a槽鋼+8mm厚鋼板焊接而成槽鋼腹板厚度為6mm，加強板厚度為8mm，為計算方便，腹板厚度取其平均厚度，斷面 槽鋼自重 玻璃完成面與園弧鋼梁完成面（中心線）之比值（一） 荷載計算1、風荷載 2、玻璃自重（暫選）面玻璃厚度選用t=15mm玻璃肋厚度選用t=19mm，玻璃肋寬度為200折合面玻璃重量為 3、地震荷載4、風+地震荷載5、作用于鋼梁上的線荷載計算：a、作用于鋼梁的水平線荷載：b、作用于鋼梁的垂直線荷重：鋼梁自重： c、由于自重對鋼梁的偏心線彎矩（

45、二） 園弧鋼梁的變位計算：1、在自重作用下的變位：2、在扭矩作用下的變位所以豎向變位（三） 園弧梁的內(nèi)力計算與強度校核1、在垂直荷重作用下各截面彎矩2、截面扭矩： 3、截面剪力4、在扭矩作用下各截面彎矩截面扭矩： 剪力v=05、在風+地震水平荷載作用下： 各截面內(nèi)力值：內(nèi) 力 組 合 值在垂直荷載作用下在扭矩作用下在水平荷載作用下q=0q=45ºq=90º控制斷面為其內(nèi)力值為：所選斷面均能滿足強度和變形要求。（四） 園弧梁根部的焊縫計算： 由于對焊縫1、2產(chǎn)生的剪切應力，求焊縫的值所選滿足強度要求。二、觀光電梯井面玻和玻璃肋計算1、面板玻璃計算a、荷載計算風+地震荷載面板玻璃選用t=10厚，在單位長度1m進行計算，則 b、玻璃強度計算2、玻璃肋計算：取t=19a、荷載計算由玻璃傳來之垂直荷重b、玻璃肋計算3、結構膠計算a、在風+地震荷載作用下b、在玻璃自重作用下，t=10mm如果做成48厚，玻璃肋寬度為125變形計算：三、雨蓬一計算雨蓬頂標高為6.65m（一）玻璃計算 1、荷載計算1）風荷載2）玻璃自重玻璃選用夾膠鋼化玻璃10+8夾膠玻璃有效高度t=12mm荷載組合：2、玻璃內(nèi)力計算強度校核3、玻璃撓度計算：（二）懸挑梁xl計算1、荷載計算 2、內(nèi)力計算及斷面強度校核3、撓度計算：（三）錨筋計算板厚取10mm，錨筋取板厚取t=10，錨筋