1、廣場幕墻工程施工組織設計方案第一章 工程概況一、工程名稱：*廣場幕墻工程二、工程地點：*市*鎮三、工程內容：玻璃、鋁板、石材幕墻第二章 結構設計理論和標準一、本結構計算遵循以下規范及標準：1、建筑幕墻（JGJ3035-1996）2、金屬與石材幕墻工程技術規范（JGJ133-2001）3、建筑幕墻抗雷性能振動臺試驗方法（GB/T1857）4、建筑幕墻平面內變形檢測方法（GB/T18250）5、建筑幕墻物理性能分析（GB/T18/15225）6、建筑幕墻風后變形性能測試方法（GB/15226）7、建筑幕墻空氣滲透性能測試方法（GB/15227）8、建筑幕墻雨水滲透性能測試方法（GB/15228）9

2、、建筑幕墻工程質量檢測標準（JGJ/T139-2001）10、天然石材產品放射分類控制標準（JC158-1993）11、干掛石材幕墻用環氧膠粘劑（JC887-2001）12、高層民用建筑設計防火規范（GB50045-95）13、建筑幕墻質量驗收標準（GB50210）二、本結構計算遵循以下設計理論和規定： 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，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修理后仍可使用，在

3、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： s 式中 s 荷載和作用產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按下列規定采用：、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

4、）效應參加組合時，第一個可變荷載或作用效應的組合系數可按1.0采用；第二個可變荷載或作用效應的組合系數可按0.6采用；第三個可變荷載或作用效應的組合系數可按0.2采用。 8、荷載和作用效應可按下式進行組合： 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生的效應；G、w、E、T各效應的分項系數，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

5、。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 型厚 度(mm)強度設計值g(N/mm2)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：型材狀態強度設計值g(N/mm2)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(N/mm2)抗拉、抗壓和抗彎抗剪VQ235（第一組）215125四、焊縫強度設計

6、值： 焊接方法和焊條型號構件鋼材強度設計值 (N/mm2)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 (N/mm2)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（KN/m3）密度（N/mm3）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 (N/mm2)1玻 璃0.723

7、1052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：序號材 料線膨脹系數(X10-5)1混凝土1.02鋼 材1.23鋁合金2.354玻 璃1.05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 =ZZSo 式中 K 作用在幕墻上的風荷載標準值（KN/m2）； Z 瞬時風壓的陣風系數，取2.25；Z 風壓高度變化系數，按現行國家標準建筑結構荷載規范GB50009-2001采用，取Z= 0.6163 (Z/10)0.44（按C類地區計算）； S風荷載體型系數，豎向幕墻外表

8、面取1.5； o基本風壓，根據建筑結構荷載規范GB50009-2001，濟南市取0.45KN/ m2。 則K=2.253Z31.530.45=1.52ZKN/m2 (公式 4.1) 2、作用在幕墻上的風荷載設計值按下式計算： =wK 式中 作用在幕墻上的風荷載設計值（KN/m2）； w風荷載作用效應的分項系數,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=EmaxG/A 式中 qE 垂直于幕墻平面的均布水平地震作用（KN/m2）； E 動力放大系數，取3.0； max 水平地震影響系數最大值，6度防震設計時取0.

9、04； G/A 幕墻單位面積自重標準值。則 qE=3.030.0430.4=0.05KN/m2 (公式 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=EmaxG 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，取3.0；max 水平地震影響系數最大值，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0.5bh。則 pE=3.030.0430.5bh=0.06bh KN (公式 4.4)三、 水平荷載及作用效應的最不利組合值按下式計算：S=wwK+EEqE (公式 4.5) 式中 可變荷載組合系數：w=1.0,E=0.6 荷載分項系數

10、：進行強度計算時，w=1.4, E=1.3 進行撓度計算時，w=1.0, E=1.0四、根據公式4.1、4.2、4.3、4.4和4.5，計算得每一幕墻表面上的水平風壓荷載標準值、設計值以及風壓荷載與水平地震作用的組合值如下：（表4.1）序號幕 墻標 高(m)ZK (kN/m2)(kN/m2)荷載組合(KN/m2)SS199.751.692.573.593.632.60295.251.662.523.523.562.55392.251.642.493.483.522.53489.251.612.453.433.472.48586.251.592.423.383.422.45679.051.532

11、.333.263.302.36753.851.291.962.752.791.99828.650.981.492.082.121.52925.050.921.41.962.001.431015.850.751.151.611.651.18116.650.511.001.401.441.03說明：根據規范第5.2.2條作用于幕墻上的風荷載標準值不應小于1.0KN/M2。因此本表中序號11的K=1KN/M2表中 S玻璃幕墻的風荷載設計值與水平地震作用設計值的組合值，用于強度計算；S玻璃幕墻的風荷載標準值與水平地震作用標準值的組合值，用于撓度計算。第五章 幕墻板塊的選用與校核第一節 南立面玻璃幕墻5

12、-1 隱框式幕墻玻璃的選用與校核幕墻玻璃最大分格尺寸：a3b51185mm31800mm；對應標高為：99.75M，查表4.1得S=3.63kN/m2，S=2.6kN/m25-1-1 幕墻玻璃在垂直于玻璃平面的組合荷載作用下，其最大應力按下式校核： 6wSa2 s= t2 式中 s 組合載作用下玻璃最大應力（N/mm2）； S 組合荷載設計值（N/mm2）； a 玻璃短邊邊長（mm）； t 玻璃的厚度（mm）； w 彎曲系數，可按邊長比a/b由下表查出（b為長邊邊長）， 玻璃的大面上強度允許值，6mm鋼化玻璃取84.0N/mm2。A/b0.000.250.330.400.500.550.600

13、.65w0.12500.12300.11800.11150.10000.09340.08680.0804A/b0.700.750.800.850.900.950.951.00w0.07420.06830.06280.05760.05280.04830.04830.0442由a/b51185/180050.66查得 w50.0792 630.079133.63310-3311962 則 s 5 （1.26）2547.5N/mm2584.2 N/mm2 安全！5-1-2幕墻玻璃在垂直于玻璃平面的組合荷載作用下的撓度校核。根據a/b=1185/1800=0.66查建筑結構靜力計算手冊，四邊簡支板撓度

14、系數：=0.00782 Eh3剛度：Bc= 12(1-2)式中：Bc剛度；E玻璃彈性模量（72000N/mm2）；H玻璃板厚（mm）；泊桑比（玻璃0.2）； Eh3 72000(7.2)3Bc= = =2332800N/mm12(1-2) 12（1-0.22）撓度： qkl4 2.610-311854= =0.00782 =17.2mm Bc 2332800撓度大于玻璃板厚，應考慮大撓度的影響，上述按小撓度公式計算的應力，撓度值應乘以折減系數進行撓度修正。撓度修正： Ska4Q= Et4式中：Sk荷載組合；a玻璃短邊尺寸；E玻璃彈性模量；t玻璃厚度（中空玻璃1.2t=1.26=7.2mm） S

15、ka4 2.610-311854Q= = =26.5 Et4 72000(7.2)4查表5.4.3得拆減系數0.87。修正后撓度值：=0.8717.2=15mm1 15 1 1 = = 1185 79 80結論：強度修正后富余更大。撓度雖然較大，但仍在允許范圍內。5-1-3 在年溫度變化影響下玻璃邊緣與邊框之間發生擠壓時在玻璃中產生的擠壓溫度應力st1按下式校核： 2c-dc st1=E(aDT - )b中空玻璃與槽口的配合 式中 st1由于溫度變化在玻璃中產生的擠壓應力（N/mm2），當計算值為負時，擠壓應力取為零； E 玻璃的彈性模量，取0.72X105 N/mm2； a 玻璃的線膨脹系數

16、，取1.0X10-5； DT 幕墻年溫度變化（），取80；c 玻璃邊緣與邊框之間的空隙,隱框幕墻取20mm； dc 施工誤差，取3mm； b 玻璃的長邊尺寸（mm）。 220G3則 st1J0.72105(1.010-580 G )1800J-14220 不產生擠壓應力！ 5-1-4 玻璃中央與邊緣溫度差應力st2按下式計算 st2J0.74E.a.m1.m2.m3.m4(TC2TS) 式中 st2溫度應力（N/mm2）； E 玻璃的彈性模量，取0.72X105 N/mm2； a 玻璃的線膨脹系數，取1.0X10-5； m1陰影系數，取1.0；m2窗簾系數，取1.1；玻璃面積 A=1.1851

17、.8 =2.1M2 m3玻璃面積系數，取1.08； m4嵌縫材料系數，取0.4； TC2TS玻璃中央與邊緣的溫度差，取40。 玻璃的邊緣強度允許值，6mm鋼化玻璃取58.8N/mm2。 則 st2J0.7430.72310531.0310-531.031.131.0830.4340J10.1 N/mm2 558.8 N/mm2 合格！第六章 玻璃幕墻結構膠縫計算6-1隱框玻璃幕墻結構膠縫計算選取最不利板塊為代表計算（最大標高處）玻璃分格尺寸：a3b51185mm31500mm；對應標高為：99.75m, 查表4.1得 K=2.57 KN/m2。6-1-1 結構硅酮密封膠中的應力由所承受的短期或

18、長期荷載和作用計算，并應分別符合下式條件： sK1或K11 sK2或K22 式中 sK1短期荷載或作用在結構硅酮密封膠中產生的拉應力標準值（N/mm2）； K1短期荷載或作用在結構硅酮密封膠中產生的剪應力標準值（N/mm2）； sK1長期荷載或作用在結構硅酮密封膠中產生的拉應力標準值（N/mm2）； K1長期荷載或作用在結構硅酮密封膠中產生的剪應力標準值（N/mm2）； 1 結構硅酮密封膠短期強度允許值，取0.14N/mm2； 2 結構硅酮密封膠長期強度允許值，取0.007N/mm2；6-1-2 結構硅酮密封膠的粘結寬度計算 6-1-2-1 在風荷載作用下，結構硅酮密封膠的粘結寬度CS按下式計

19、算： KZa CSJ 2000 1 式中 CS在風荷載作用下結構硅酮密封膠的粘結寬度（mm）； K 風荷載標準值（KN/m2）； a 玻璃的短邊長度（mm）； 1 結構硅酮密封膠短期強度允許值，取0.14N/mm2。 2.5731185 則 CSJ J10.9mm 200030.14 6-1-2-2 在玻璃自重作用下，結構硅酮密封膠的粘結寬度CSG按下式計算： qGKZaZb CSGJ 2000（a+b）2 式中 CSG在玻璃自重作用下結構硅酮密封膠的粘結寬度（mm）； qGK玻璃單位面積重量（KN/m2）； a、b玻璃的短邊和長邊長度（mm）； 2 結構硅酮密封膠長期強度允許值，取0.007

20、N/mm2。 25.63（6+6）310-33118531500 則 CSGJ J14.5 mm 20003 (1185F1500) 3 0.007所以本工程中玻璃幕墻所取膠縫粘結寬度15mm滿足要求！6-1-3 結構硅酮密封膠的粘結厚度按下式計算幕墻玻璃的相對位移量（最大溫差80）玻璃長邊的最大尺寸l=1800mmmS=l(a鉆-a玻)t=1800(2.35105-1105)80=1.9mm mS tS5 d (21d) 式中 tS結構硅酮密封膠的粘結厚度（mm）； mS幕墻的相對位移量，取4mm ； d結構硅酮密封膠的變位承受能力，取25%。 1.9 則 tS5 52.5mm 0.253

21、(210.25)故本工程所取膠縫粘結厚度6mm滿足要求！第七章 玻璃幕墻立柱計算第一節 南立面玻璃幕墻計算一、標高99.75m86.25m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拉彎構件進行設計,立柱在水平荷載和自重的共同作用下處于拉彎狀態,不需驗算其穩定性,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99.75m。查（表4.1）得S=3.63KN/m2 S=2.60KN/m2荷載帶寬 b =1.185Mq=Sb=3.631.185=4.3 KN/mq=Sb=2.61.185=3.08 KN/m2、內力計算按鉸接多跨連續梁計算簡圖，采用理正建筑結構系列軟件平面剛桁架計算

22、程序最大彎矩Mmax=3.9KN.m，采用Y140-1A=1358mm2 I=3.5106 mm4 Wmin=4.95104 mm3 由自重產生的最大軸力N=0.4bh=0.41.1855.5=6.52KNa強度驗算 M N smax 5 1 a gW A03.9106 6.52103 5 1 1.054.95104 1358=75+4.8=79.8 KN/mm2 84.2 N/mm2 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，可取為1.05； W 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3

23、）； a 立柱的強度設計值，鋁材取84.2N/mm2。3、剛度驗算由計算結果得max=15.6mm L/180=3000/180=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，不需驗算其穩定性，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=3.42KN/m2 S=2.45KN/m2荷載帶寬b=1.185mq=Sb=3.421.185=4.05KN/m2 q=Sb=2.451.185=2.90 KN/m22、內力計算：按不等跨

24、二跨連續梁計算（采用趙西安編著的計算用表）=/h 短跨跨度 h雙跨連梁總長度（層高）中支座最大彎距M（qh2）長跨最大撓度u(10-3qh4/EI)0.10-0.091253.79730.15-0.077183.20560.20-0.065002.65390.25-0.054692.09460.30-0.046251.63480.35-0.039691.24430.40-0.035000.87580.45-0.032180.56450.50-0.031250.3128 = a/l = 0.58/3.6 = 0.16查表 m=0.0747M=mqh2=0.07474.053.62=3.92 KN

25、.M由自重產生的最大軸力N =0.5bh =0.51.1853.6 =2.13 KN3、 強度驗算：采用Y140-1A=1358mm2 I=3.5106mm4 Wmin=4.95104mm2 N M smax 5 1 a A0 gW3.92106 2.13103 5 1 =75.4+1.6=77 N/mm2 84.2 N/mm21.054.95104 1358 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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

26、，鋁型材取84.2N/mm2。b.剛度驗算=0.16由表查得 撓度系數 =0.0031 qkh4 2.93.641012 5 =0.0031 EI 0.71053.5106 =6.2mmL/180 =3600/180 =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，不需驗算其穩定性，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=2.79KN/m2 S=1.99 KN/m2荷載帶寬b=1.185mq=Sb=2.791.185=3.

27、31 KN/mq=Sb=1.991.185=2.36 KN/m2、內力計算按不等跨=跨連續梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=/l =580/3600 =0.16查表 m=0.0747 =0.0031M=mqh2 =0.07473.313.62 =3.2 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.1853.6 =2.13 KN3、強度驗算采用 Y130-1A =1298 mm2 IX=2.91106 mm4Wmin =4.43104 N M smax 5 1 a A0 gW3.2106 2.13103 5 1 =1.6+68.8=70.4 N/mm2 84.2N/mm21.054

28、.43104 1298 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。4、 剛度驗算由表查得 剛度系數 =0.0031qk h4 2.363.641012 = = 0.0031 EI 0.71052.91106 =6mm L/180=3600/180=20mm (安全)四、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

29、載和自重的共同作用下，處于拉彎狀態，不需驗算其穩定性，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25.05m。查（表4.1）得S=2.00KN/M2 S=1.43 KN/M2荷載帶寬 b=1.185Mq=Sb=2.001.185=2.37 KN/mq=Sb=1.431.185=1.69 KN/m2、內力計算按不等跨=跨連續梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=/h=580/4600 =0.12查表 m=0.0856 =0.00356M=mqh2 =0.08562.374.62 =4.29 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.1854.6 =2.73 KN3、強度驗

30、算采用 Y150-1W=5.48104 mm3 A=1418mm2 I=4.155106 mm4 M N smax 5 1 a gW A04.29106 2.73103 5 1 1.055.48104 1418=74.6+1.9=76.5 KN/mm2 84.2 N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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84.2N/mm2。5、 剛度驗算由表查得 撓度系數=0.00356q

31、k h4 1.694.641012 = = 0.00356 EI 0.71054.155106 =9.3mm L/180=4600/180=25.6mm 20mm (安全)五、標高6.65m0.65m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，不需驗算其穩定性，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6.65m。查（表4.1）得S=1.44KN/m2 S=1.03KN/m2荷載帶寬b=1.185mq=Sb=1.441.185=1.71 KN/m2 q=Sb=1.031.185=1.22 KN/m22、內力

32、計算：按不等跨=跨連續梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=/h=830/6000 =0.14查表 m=0.08 =0.00332M=mqh2 =0.081.7162 =4.92 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.1856.0=3.56 KN3、強度驗算采用 Y160-1W=6.03104 mm3 A=1478mm2 I=4.88106 mm4 M N smax 5 1 a gW A04.92106 3.56103 5 1 1.056.03104 1478=77.7+2.4=80.1 KN/mm2 84.2 N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm

33、2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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84.2N/mm2。4、剛度驗算=0.14 由表查得 撓度系數 =0.00332qk h4 1.22641012 = = 0.00332 EI 0.71054.88106 =15.4mm L/180=6000/180=33.3mm 20mm (安全)第二節 東、西、北立面玻璃幕墻立柱計算一、 標高80.25m53.85m玻璃幕墻立柱計算1、概述：本立柱雖非懸掛，但自重很小，桿件較短，穩定性不驗算。

34、本立柱位于主塔樓東、西、北立面，標高80.25m。查（表4.1）得S=3.3KN/m2 S=2.36KN/m2荷載帶寬b=1.185mq=Sb=3.31.185=3.91 KN/m2 q=Sb=2.361.185=2.8 KN/m22、內力計算：樓層高 3600mm, 窗臺高900mm, 梁高650mm立柱計算長 h=3600-900-650 =2050 mm力學模式為簡支梁M=1/8ql2 =1/83.912.052由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.1852.05 =1.2 KN初選型材:W=M/s =2.05106/84.2 =2.43104 mm3采用鋁型材 M100-1A

35、Wx=3.3104 mm3 A=1315mm2 I=2.74106 mm43、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A02.05106 1.2103 5 1 1.053.3104 1315=59.2+0.9=60.1 KN/mm2 84.2 N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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84.2N/mm2。4、剛度驗算 5qh4 52.82.0541012= = =3.

36、4mm 384EI 3840.71052.74106L/180=2050/180=11.4mm （安全）二、 標高53.85m28.65m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，不需驗算其穩定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于主塔樓東、西、北立面，標高53.85m。查（表4.1）得S=2.79KN/m2 S=1.99KN/m2荷載帶寬b=1.185mq=Sb=2.791.185=3.31 KN/m2 q=Sb=1.991.185=2.36 KN/m22、內力計算：樓層高 3600mm, 窗臺高900mm, 梁

37、高650mm立柱計算長度 h=3600-900-650 =2050mm力學模型為簡支梁，計算跨度l=2.05MM=1/8qh2 =1/83.32.052由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.1852.05=1.2 KN初選型材:W=M/s =1.73106/84.2 =2.05104 mm3采用鋁型材 M75-1AW=2.27104 mm3 A=1165mm2 I=1.6106 mm43、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A01.73106 1.2103 5 1 1.052.27104 1165=72.6+1.0=73.6 KN/mm2 84.2 N/mm2 (安全) 式

38、中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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84.2N/mm2。4、剛度驗算5q h4 52.362.0541012 = = 384EI 3840.71051.6106 =4.8mm L/180=2050/180=11.4mm (安全)第三節 東、西、北立面裙樓玻璃幕墻立柱計算一、 標高28.65m25.05m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

39、重的共同作用下，處于拉彎狀態，不需驗算其穩定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于裙樓，標高28.65m。查（表4.1）得S=2.12KN/m2 S=1.52KN/m2荷載帶寬b=1.9mq=Sb=2.121.9=4.03 KN/m2 q=Sb=1.521.9=2.89 KN/m22、內力計算：按二等跨連續梁計算簡圖，總長4.2M，半跨2.1M(采用趙西安編著的計算用表) =a/h=2100/4200 =0.5查表 m= - 0.03125 =0.003128M=mqh2 =-0.031254.03(4.2)2 =2.22 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.94.2=3

40、.99 KN初選型材截面:W=M/s =2.22106/84.2 =2.64104 mm3采用鋁型材 M100-1AWmin=3.32104 mm3 A=1315mm2 I=2.74106 mm43、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A02.22106 3.99103 5 1 1.053.32104 1315=63.7+3=66.7 KN/mm2 84.2 N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，可取為1.05； W 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（m

41、m3）； a 立柱的強度設計值，鋁材取84.2N/mm2。4、剛度驗算由表查得 撓度系數 =0.003128 qkh4 0.0031282.894.241012= = =14.7mm E I 0.71052.74106L/180=4200/180=23.3mm 20mm （安全）二、 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，不需驗算其穩定性，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=2.0KN/m2 S=1.43KN/m2荷載帶寬b=1.17mq=Sb

42、=2.01.9=3.8 KN/m2 q=Sb=1.431.9=2.72 KN/m22、內力計算：按不等跨兩跨連續梁計算(采用趙西安編著的計算用表)=a/h=650/4600 =0.14查表 m= 0.0856 =0.00356M=mqh2 =0.08563.8(4.6)2 =6.88 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.94.6=4.37 KN初選型材截面:W=M/s =6.88106/84.2 =8.17104 mm3由上計算知，鋁型材太大（遠遠超過 M160-1A）改采用內鋼外鋁初選：W=M/s =6.88106/215 =3.2104 采用 10#槽鋼 WX=3.97

43、104 mm3 A=1274mm2 I=1.98106 mm4外套鋁型材 M120-1A3、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A06.88106 4.37103 5 1 1.053.97104 1274=165+3.4=168.4 KN/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。4、剛度驗算由表查得 撓度系數 =0.00356 q

44、kh4 2.724.641012= = 0.00356 =10.6mm E I 2.061051.98106L/180=4600/180=25.6mm 20mm （安全）三、 標高6.65m0.65m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，不需驗算其穩定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于裙樓，標高6.65m。根據規范，當WK小于1 KN/M2時，采用 1 KN/M2查（表4.1）得S=1.44KN/m2 S=1.03KN/m2荷載帶寬b=1.9mq=Sb=1.441.9=2.74 KN/m2 q=Sb=1.0

45、31.9=1.96 KN/m22、內力計算：按跨度為 5500mm簡支梁計算M=1/8qh2 =1/82.74(5.5)2 =10.4 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.96 =5.7 KN初選:W=M/s =10.4106/215 =4.84104 51.965.541012 I5 =5.671063842.0610520 采用槽鋼 匚14b 外套鋁型材M160-1AI=6.097106mm4 A=2131mm2 W=8.71104 mm33、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A010.4106 5.7103 5 1 1.058.71104 2131=113

46、.7+2.7=116.4KN/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。4、剛度驗算 51.965.541012= =18.6mm 3842.061056.09106L/180=6000/180=33.3mm 20mm （安全）四、 標高0.65m -3.95m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

47、荷載和自重的共同作用下，處于拉彎狀態，不需驗算其穩定性，僅計算其截面承載力和撓度。本立柱位于裙樓，標高0.65m。根據規范第 5.2.2條規定，當風荷載標準值小于1.0 KN/M2時，按 1.0 KN/M2計算。查（表4.1）得S=1.44KN/m2 S=1.03KN/m2荷載帶寬b=1.9mq=Sb=1.441.9=2.74 KN/m2 q=Sb=1.031.9=1.96 KN/m22、內力計算：按跨度為 4.2M簡支梁計算M=1/8qh2 =1/82.74(4.2)2 =6.04 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.94.6 =4.37 KN初選:6.04106 W=

48、=7.17104mm84.2 采用M160-1A還不夠,太大改選用型鋼外套鋁型材W=M/s =6.04106/215 =2.81104 mm35qkh4 51.964.241012I= = =1.93106 384E20 3842.0610520采用槽鋼 10# 外套鋁型材M120-1AIx=1.98106mm4 A=1274mm2 Wx=3.97104 mm33、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A06.04106 4.37103 5 1 1.053.97104 1274=144.9+3.4=148.3KN/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（

49、N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。4、剛度驗算 51.964.241012= =19.5mm 3842.061051.98106L/180=4600/180=25.6mm 20mm （安全）第三節 東、西立面、軸1-F1-G、標高79.05m0.65m玻璃幕墻立柱計算一、標高79.05m 25.05m層高3.6m玻璃幕墻立柱計算幕墻立柱由樓板面至主梁底主柱承受自重壓力和水平荷載共同作用下，處于壓彎作用狀態

50、。本立柱由于層高不同，計算長度并不一樣。本設計按3.6M, 4.6M, 6M三種類別計算。1、本立柱位于塔樓，標高79.05m。查（表4.1）得S=3.3KN/m2 S=2.36KN/m2荷載帶寬b=1.767mq=Sb=3.31.767=5.83 KN/m2 q=Sb=2.361.767=4.17 KN/m22、內力計算：計算跨度：h=3.6 0.7-0.1 =2.8M 力學模型:簡支梁M=1/8qh2 =1/85.83(2.8)2 =5.71 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.7672.9 =2.6 KN初選: 5.71106 W= =6.78104mm84.2 采用

51、Y170-1 Ix=6.18106mm4 A=1566mm2 Wx=7.21104 mm3= Ix/A = 6.18106/1566 =62.8mmx=2800/62.8 =44.6 查表=0.793Iy=1.13106 mm4= Iy/A = 1.13106/1566 =26.9mmy=2800/26.9 =104 查表=0.5293、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A05.71106 2.6103 5 1 1.057.21104 1566=75.4+1.7=177.1N/mm2 84.2N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； N 立柱拉力設計

52、值（N）； A0 立柱的凈截面面積； M 立柱彎矩設計值（Nmm）； g 塑性發展系數，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84.2N/mm2。4、剛度驗算 54.172.841012= =7.7mm 3840.71056.18106L/180=2300/180=12.8mm （安全）二、標高25.05m 6.65m層高4.6m玻璃幕墻立柱計算1、本立柱位于裙樓，標高25.05m, 層高4.6M。查（表4.1）得S=2.0KN/m2 S=1.43KN/m2荷載帶寬b=1.767mq=Sb=2.01.767=3.53 KN/m2 q=Sb=1.

53、431.767=2.53 KN/m22、內力計算：計算跨度：h=4.6 0.7-0.1 =3.8M 力學模型: 簡支梁M=1/8qh2 =1/83.53(3.8)2 =6.37 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.7673.8 =3.56 KN初選(采用內鋼外鋁):W=M/s =6.37106/215=2.96104 mm3 52.533.841012I= =1.67106mm 3842.0610520采用槽鋼 10# 外套Y130-1 (鋁型材)Ix=1.98106mm4 A=1274mm2 Wx=3.97104 mm3 ix=39.4 mmx=3800/39.4 =96

54、.4 =0.5793、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A06.37106 3.56103 5 1 1.053.97104 1274=152.8+2.8=155.6N/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。4、剛度驗算 5qkh4 52.533.841012= = =16.8mm 384EI 3842.061051.98106

55、L/180=3800/180=21mm 20mm （安全）三、標高6.65m 0.65m層高6.0m玻璃幕墻立柱計算1、本立柱位于裙樓，標高6.65m. 查（表4.1）得S=1.44KN/m2 S=1.03KN/m2荷載帶寬b=1.767mq=Sb=1.441.767=2.54 KN/m2 q=Sb=1.031.767=1.82 KN/m22、內力計算：計算跨度：h=6.00.7-0.1 =5.2M 力學模型: 簡支梁M=1/8qh2 =1/82.54(5.2)2 =8.58 KN.M由自重產生的最大軸力N=0.5bh =0.51.7675.2 =4.59 KN初選(采用內鋼外鋁):W=M/s

56、 =8.58106/215=3.99104 mm3 51.825.241012I= =4.2106mm 3842.0610520采用槽鋼 14a# I=5.64106mm4 A=1851mm2 W=8.05104 mm3 3、強度驗算 M N smax 5 1 a gW A08.58106 4.59103 5 1 1.058.05104 1851=106.6+2.5=109.1N/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，可取為1.05； W 立

57、柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3）；a 立柱的強度設計值，鋼材取215N/mm2。4、關于穩定問題的討論：箱形型材在彎矩作用平面外的穩定計算公式：Mx N 1 1.4Wx yA式中：N軸力；MxX向彎矩；yY向穩定系數；1.4箱形截面時b=1.4;WxX向截面抵抗矩。根據本節標高79.05M0.65M的立柱的上述計算知，軸力很小，即N/A值很小，其值由1.72.8N/mm2，因此穩定系數值的影響無足輕重，同時箱形截面的受彎構件整體穩定系數為1.4。因此本結構的穩定問題是不必擔心的。5、剛度驗算 5qkh4 51.825.241012= = =14.9mm 384EI 3842.061055.64

58、106L/180=5300/180=29.4mm 20mm （安全）第五節 圓筒體幕墻立柱計算1、概述：本立柱位于裙樓墻面，標高28.65m, 最大層高6.0M。查（表4.1）得S=1.44KN/m2 S=1.03KN/m2荷載帶寬b=1.205mq=Sb=1.441.205=1.74 KN/m q=Sb=1.031.205=1.24 KN/m2、內力計算：計算跨度：h=6.0 M力學模型: 雙跨連續梁a = 500mm，a / h=500/6000=0.083，m = 0.09125，f =0.003797M=mqh2 =0.091251.74(6.0)2 =5.72 KN.M由自重產生的最

59、大軸力N=0.5bh =0.51.2056.0 =3.62 KN采用槽10#鍍鋅槽鋼，外套M120-1A (鋁型材)A=1274mm2Ix=1.98106mm4 Wx=3.97104 mm3 3、強度驗算： M N smax 5 1 a gW A05.72106 3.62103 5 1 1.053.97104 1274=137.2+2.8=140N/mm2 215N/mm2 (安全) 式中： smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，可取為1.05； W 立柱對x軸的凈截面抵抗矩（mm3

60、）； a 立柱的強度設計值，鋼材取215N/mm2。4、剛度驗算： qkh4 1.246.041012= f = 0.003797 EI 2.061051.98106 =14.96mmL/180=3800/180=21mm 20mm （安全）第八章 幕墻橫梁強度、撓度計算 幕墻橫梁通過橫梁固定角碼固定在兩端的立柱上，按兩端鉸接考慮。橫梁為雙向受彎構件： 在水平方向，由板塊傳來風荷載及地震作用產生水平彎矩；在豎直方向，由板塊和橫梁的自重作用產生豎向彎矩。8-1 幕墻橫梁的計算公式 8-1-1 幕墻橫梁截面承載力應滿足： x y smax 5 + gWx gWy 式中 smax 橫梁最大截面承載力

61、（N/mm2）； x、y 橫梁截面繞x軸（幕墻平面內方向）和繞y軸（幕墻平面外方向）的彎矩設計值（Nmm）； g 塑性發展系數，取1.05； Wx、Wy 橫梁截面繞x軸（幕墻平面內方向）和繞y軸（幕墻平 面外方向）的截面抵抗矩（mm3）； 材料受彎強度設計值，鋁合金取f=84.2N/mm2。 8-1-2 幕墻橫梁截面彎距計算公式 、橫梁截面繞x軸（垂直荷載作用下）彎距計算公式： qXl02 Mx5 8 、橫梁截面繞y軸（水平荷載作用下）彎距計算公式： ql2 梯形荷載： My5 (3-42) 24 式中 x、y 橫梁截面繞x軸（幕墻平面內方向）和繞y軸（幕墻平面外方向）的彎矩設計值（KNm）；

62、 qX、qy 分別為各分項系數取1.0時橫梁的荷載效應組合設計值（KN/m）； l0 橫梁的計算跨度（m）。 8-1-3 幕墻橫梁撓度應滿足下式：、幕墻橫梁在水平荷載及作用效應組合下的撓度按下式計算： ql4梯形荷載： fX5 (25/8 52+24)f 240EI 、幕墻橫梁在垂直荷載及作用效應組合下的撓度按下式計算： 5qYKl04 fY 5 f 384EIX 式中 fX、fY分別為橫梁繞x軸和y軸方向的最大撓度（mm）； qXK、qYK分別為各分項系數取1.0時荷載及作用效應組合標準值（KN/m）； l0幕墻橫梁的計算跨度（m）； E橫梁的彈性模量，鋁材取0.703105N/mm2； I

63、X、IY橫梁對x軸和y軸的截面慣性矩（mm3）； f撓度允許值，鋁材取L/180且不大于20mm；8-2玻璃幕墻橫梁計算：取最不利狀況的橫梁進行計算 8-2-1 參數取值8-2-1-1 取標高28.65M處進行計算,查表4.1得 S=2.12KN/m2,S=1.52 KN/m2；8-2-1-2 玻璃幕墻橫梁組件單位面積自重標準值：GK=0.40KN/m2； 8-2-1-3 相應玻璃分格尺寸：1767mm3800mm； 即橫梁的跨度：l0 =1.767m，水平方向荷載為梯形荷載；8-2-1-3 選用M160-6A系列橫梁，其截面特性如下： IX=4.073105mm4 IY=6.843105mm

64、4 WX=0.723104mm3 WY=2.13104mm3 A=962mm2 則 水平荷載： qy = SZl0=2.1230.8=1.7KN/m qy= S Z l0=1.5230.8=1.22KN/m 豎直荷載： 玻璃幕墻橫梁組件自重線荷載標準值g=GKZh=0.430.80=0.32 KN/m 玻璃幕墻橫梁組件自重線荷載標準值 g=gZ g=1.230.32=0.38 KN/m 8-2-2 橫梁強度校核 gl02 0.3831.7672 M X5 5 50.15 KNm8 8 qyl02 1.731.7672 M Y5 (3 - 42) 5 (3 -43(0.4/1.767)2) 24

65、 24=0.62 KNm x y smax 5 + gWX gWY 0.153106 0.623106 5 + 1.0530.723104 1.0532.13104 5 48N/mm2 84.2 N/mm2 滿足要求！ 8-2-3橫梁撓度校核 （1）幕墻橫梁在水平荷載及作用效應組合下的撓度 qkl4 fX5 (25/8 52+24) 240EI1.7031.767431012 5 (25/8-5(0.4/1.767)2+2(0.4/1.767)4 ) 24030.7310536.843105 =1.4332.87 =4.11 mm（2）幕墻橫梁在垂直荷載及作用效應組合下的撓度 5qYKl04

66、fY 5 384EIX 531.2231.767431012 5 = 3.2mm 38430.7310536.843105 f=fX2+fY2 = (4.11)2+(3.2)2=5.2mml/180 = 1767/180 = 9.8mm 滿足要求！第九章 幕墻組件的固定塊及其間距計算 綜合考慮幕墻所處位置的標高、分格尺寸等因素，對下列不利處進行固定塊設計計算。該處幕墻位于塔樓，標高取為99.75m，幕墻自重按400N/m2計；標準荷載為S= 2.6KN/m2；設計荷載為S= 3.63KN/m2。幕墻組件尺寸為ab為 1185mm1500mm。固定塊為單面的壓塊，材質為鋁合金(LD31RCS)，

67、彈性模量為70000N/mm2，抗彎強度設計值為84.2N/mm2；尺寸b1ht為50mm25mm4mm；安裝間距不超過d=300mm。每個固定塊由2個M5的螺釘固定。本組件周長為21185+21500=5370mm。因此需要壓塊數量為5370/300=17.9塊以上。10.1 固定塊強度校核螺孔中心至固定塊受力端的距離L=13mm固定塊的截面慣性矩：b1I= . t3 12 1= 5043 12=266 (mm4)固定塊的截面抵抗矩： 1 1Wmin= b1t2= 5042 6 6=133 (mm3)本幕墻組件承受水平荷載：P=S1.1851.5= 3.631.1851.5=6.45(N)該

68、作用力由18塊固定塊承擔，每塊所受的外力為N1=P1/18=6.45/18=0.36KN因此，一個固定塊承受彎矩值為：M=36013=4680 (N.mm)固定塊的最大應力值為：s=M/Wmin 4680= 133 = 35(N/mm2) 84.2N/mm2 可見固定塊的強度滿足設計要求。10.2 固定塊連接螺釘強度校核能承受的最大拉力為： N=1702(p3.5582)/4=3380N 36022.5螺釘實際受力 R= =1350NN=1344 (N) 10.2.3 角碼局部承壓能力：NbC= n1 dtfa=26484.2=4042(N)N=1344 (N)第十一章 立柱與支座連接計算綜合

69、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GK/A=500N/m2計；設計荷載為S= 3.63KN/m2。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84.2N/mm2，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=3.631185300010-3=12905 (N)

70、垂直荷載：N2=1.25001185300010-6=2133(N)組合荷載：N=129052+21332=13080(N)11.2 螺栓個數計算每個螺栓的承載力：NbV=2(102)/4 130=20420 (N)n=13080/20420=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=4212384.2=24249.6N13080 (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

71、墻自重按Gk/A=500N/m2計；設計荷載為S=3.63KN/m2。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，其材質為鋼材(Q235.t=6mm)；截面尺寸806（mm），截面積A=806=480mm2，慣性矩I=（1/12）6803=2.56105mm4，截面抵抗矩W=I/y=(2.56105)/40=6.4103mm3，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0.51.1853.0=1.8KN，對連接件產生彎矩M

72、=1.80.13=0.23KN.m，水平力N=3.631.1853.0=12.9KN。上述內力由二個連接件承擔。 N M 12.9103 0.23106max= + = + 2A 2w 2480 21.056.4103 =13.4+17.1=30.5N/mm2215N/mm2 （安全）可見支座的設計安全。第十三章 連接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GK/A=500N/m2計；設計荷載為S=3.42KN/m2。幕墻分格寬度B=1185mm，樓層高度為H=3600mm。立柱

73、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，由上述計算自重產生的彎矩M=0.23KN.m，抵抗矩的力臂為40mm，由此產生的螺栓的軸力N1=M/40=（0.23106）/40=5750N。12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170N/mm2。由第十二章得最大水平力12.9KN，再疊加自重產生彎矩使螺栓增加的拉力，N1=5.75KN，因此對螺栓產生的總拉力為12.9+5.75=18.7KN，由二顆螺栓承擔， N 1

74、8.7103 max= = =117N/mm20.7時,取0.7)aV=(4.0-0.08d) fc/fy=(4.0-0.0810)(15/215)=0.7039從而，取aV=0.7V N MAS= + +ar. aV. fY 0.8 ab. fY ar. ab. fY.z 1.8103 12.9103 0.23106= + + 10.7215 0.80.8215 10.821570 =125(mm2)N MAS= + 0.8 ab. fY 0.4 ar. ab. fY.z 12.9103 0.23106= + 0.80.8215 0.410.821570=141.4(mm2)DL=9.2mm

75、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 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=Sb =3.423.0 =10.26 KN/M豎向鋼立柱布置間距 9M , 因此作用于立柱桁架的第一節點作用力為:P=10.269 =92.34 KN2、橫向第二桁架布置在標高 89.25 M

76、S=3.47 Sk=2.48荷載帶寬 b =3M橫向桁架受均布荷載為q =3.473 =10.41 KN/Mq =10.419 =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 =3.523 =10.56 KN/Mp =10.569 =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=3.563 =10.68 KN/Mp=10.689 =96.12 KN5、第五桁架布置在標高 99.75M S=3.63 Sk=2.6b =3/2 =1.5 Mq=3.631.5

77、 =5.45 KN/Mp =5.459 = 49 KN二、 豎向荷載設自重0.8KN/M2，作用于豎向桁架（包括豎向桁架自重）上每一節點P=0.839 =21.6 KN三、 內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.M又根據自重在該桿件的壓力=21.65 =108 KN因此最大的桿件壓力=975.1+108/2 = 1029.1 KN即: Nmax =1029.1 KNM=12.6 KN.M四、 強度計算采用2L16014 A=24330 mm2Wmin = 29.095104 mm3Ix =21.048107 mm4ix=49.2 mm

78、=1000/49.2 =20.3 =0.96N M= + A W1029.1103 12.6106 = + 24330 29.095104 =118.8 + 69.3 = 188.1 N/mm2 215 N/mm2 (安全)為安全，采用16016 五、 剛度驗算查計算結果得：umax= 42.4 mm懸臂長 5.5 Mu/l =42.4/(25500) =1/259.4撓度與型材截面積成反比因此改用 16016面積增加量 49.07/43.3 =1.133即 u =42.4/1.133 =37.4 u/l =37.4/(25500) =1/294 1/300 (安全)第二節 水平向桁架計算一、

79、 荷載選取不利狀態橫梁進行計算，標高92.25M由表（4.1）查得 S=3.52 KN/M2 SK =2.53 KN/M2荷載帶寬 b =3Mq=3.523 =10.56 KN/Mqk=2.533 =7.59 KN/M節點荷載 (節間距 1M)p =10.561 =10.56 KNpk =7.591= 7.59 二、 內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2L805 A=2791 mm2I =24.879105mm4Wmin=28.34103mm3 M N smax 5 1 a gW A00.6106 171103 5 1 20.83

80、4104 2791=34.3+108.1=142.4N/mm2 215N/mm2 (安全) 式中 smax立柱截面承載力量大值（N/mm2）； 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（Nmm）； g 塑性發展系數，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215N/mm2。四、 剛度驗算由計算結果得 umax =13mm1389KN（四）、鋼架柱與鋼架柱斜撐連接計算懸臂長度為1690B支座：選用22高強螺栓10.9級8根，N=1528=1216KN988KNA支座選用822高強螺栓（10.9級）二、東、西面屋頂鋼結構支座計算：（一）懸臂2040mm，受風壓的寬度為2645mm（二）懸臂1.7m的支架，受風荷載寬度3175mm （一）、（二）取用 若鋼板t=16，鋼筋16選用420化學螺栓（三）懸臂1.2m的支架（四）懸臂0.8m的支架四、南立面支座焊縫長度計算224高強度螺栓由二條L=200的焊縫來代替，ho=8mm224， 五、南立面B支座在NB作用下加強鋼板的強度和變形計算：滿足要求！