某小高層卸料平臺計算實例槽鋼懸挑長度.m

某小高層卸料平臺計算實例本工程總建筑面積127228㎡。整個工程分為11棟小洋房、1棟會所、26棟別墅，小洋房地下部分為1層停車庫，地上部分為3～13層為住宅，結(jié)構(gòu)形式為框架剪力墻結(jié)構(gòu)；會所為1層框架結(jié)構(gòu)；別墅為3層框架結(jié)構(gòu)?；A(chǔ)形式分為天然地基獨立基礎(chǔ)、樁承臺基礎(chǔ)，別墅天然地基獨立基礎(chǔ)及承臺基礎(chǔ)采用聯(lián)系梁連接。本工程的模板計劃采用18mm厚七夾板。本工程填充墻及非承重墻均采用加氣砼砌塊及蒸壓灰砂磚。工程進度：確保450天。（一）、主要施工方法1、施工前應(yīng)檢查構(gòu)配件的焊接質(zhì)量，幾何尺寸，并涂刷二道防銹漆。2、構(gòu)配件運至施工現(xiàn)場后，應(yīng)在混凝土硬地面上按設(shè)計尺寸進行組裝，并保持整體平衡不扭曲，鋼管欄桿所用的鋼管之間用扣件扣緊，扣件的擰緊力矩為65N·m。3、鋪設(shè)腳手板，腳手板厚度為50mm厚松木板。上面用φ12鋼筋壓牢?；蛴肕8螺栓與次梁相連。4、安裝欄桿，欄桿高度為1200mm。欄桿內(nèi)側(cè)張設(shè)安全密目網(wǎng)。5、安裝平臺吊索，吊索鋼絲繩采用φ18.5鋼絲繩，計4根。分別布置在料臺平面A20的吊環(huán)上，并用繩卡卡牢，每根鋼絲繩不少于6只。6、利用塔吊的吊索分別將平臺的四個角上扣緊，保持基本平衡時，慢慢吊起平臺至安裝高度，將槽鋼支腿伸入混凝土結(jié)構(gòu)面，利用結(jié)構(gòu)層平面的預(yù)留槽鋼或鋼管與其連接，并進行加焊。7、先將2根A15.5的鋼絲繩分別錨固在上層結(jié)構(gòu)框架柱上，框架柱四角圍系鋼絲繩處應(yīng)加襯軟墊層，再將2根A18.5的鋼絲繩分別錨固在上層結(jié)構(gòu)板面的預(yù)留鋼筋環(huán)上，（2B25鋼筋）。鋼平臺外口應(yīng)略高于內(nèi)口150mm。8、接好鋼絲繩調(diào)整完畢，（其中2根作安全繩）。經(jīng)過檢查驗收，方可松卸起重吊鉤，上下操作。9、懸掛限載標牌。（二）、平臺的設(shè)計及荷載取值1、平臺設(shè)計1)鋼平臺主梁采用[14槽鋼，長L=5.4m其中0.9m在樓面層，外懸挑長度為5.4-0.9=4.5m。2)次梁采用[10槽鋼，長L1=2m。3)木板厚50mm，并與次梁固定牢固。4)吊環(huán)采用A20的圓鋼雙面焊接，焊縫高度不小于10mm，寬度不小于8mm，長度大于6d。允許拉應(yīng)力32KN。5)鋼絲繩采用A18.5鋼絲繩，計4根，其中2根作安全繩。6)鋼絲繩連接采用繩卡，每根鋼絲繩不少于6只。7)平臺3面作高度為1500mm的圍護。用φ48×3.5鋼管與[14焊接，內(nèi)掛安全密目網(wǎng)。2、荷載以及相關(guān)數(shù)據(jù)取值限載：m1=2000kg；集中荷載：m2=600kg；木板自重：g1=0.35×1.3×1.2=0.546kN/m；[10槽鋼自重：g2=0.118kN/m；[14a槽鋼自重：g3=0.171kN/m；欄桿自重：g4=0.171kN/m；永久荷載系數(shù)，可變荷載系數(shù)；[14a槽鋼相關(guān)參數(shù)：截面慣性矩IX=563.7cm4，截面抵抗矩WX=80.5cm3；[10槽鋼相關(guān)參數(shù)：截面慣性矩IX=198.3cm4，截面抵抗矩WX=39.7cm3。3、鋼平臺簡圖（三）、鋼平臺計算1、次梁計算1）次梁選用[10槽鋼制作共設(shè)4道間距為1.3m。g合=g1+g2=0.664kN/m2）集中荷載力P1=m2×9.8×=600×9.8×1.4=8.232kN3）施工活荷載4）抗彎強度驗算5）抗彎強度單向受彎截面塑性發(fā)展系數(shù)查《建筑結(jié)構(gòu)設(shè)計綜合手冊》表-2；Mx=M次MAX；；鋼材屈服強度型鋼腹板較厚，剪力不起控制作用，且木板密鋪在次梁上與次梁緊密連接，能阻止梁受壓翼緣側(cè)向位移，不必進行次梁的剪力和穩(wěn)定性驗算。2、主梁計算（1）計算均荷載通過次梁作用到主梁上的最大彎矩Q=g3+g4=0.342KN/M彎矩方程：①②③④計算主梁最不利荷載處：由④得算得a點受力后RA、RB支座反力RA（a）=4.628×（4.5-0.6）/4.5=4.01KNRB（a）=4.628×0.6/4.5=0.617KN由②算得a點受力b、c點的彎矩Ma（b）=4.01×(0.6+1.3)-4.628×(1.9-0.6)=1.603KN·MMa（c）=4.01×(0.6+1.3+1.3)-4.628×(3.2-0.6)=0.799KN·M同上求出b點受力a、c彎矩，在計算a點彎矩時用①RA（b）=4.628×（4.5-0.6-1.3）/4.5=2.674KNRB（b）=4.628×(0.6＋1.3)/4.5=1.954KNMb（a）=2.674×0.6=1.604KN·MMb（c）=2.674×(0.6+1.3+1.3)-4.628×(3.2-0.6-1.3)=2.540KN·M同上求出c點受力時用①算出a、b彎矩RA（c）=4.628×1.3/4.5=1.337KNRB（c）=4.628×(4.5-1.3)/4.5=3.291KNMc（a）=1.337×0.6=0.802KN·MMc（b）=1.337×(0.6+1.3)=2.540KN·Md點受力時RA、RB支座反力主梁自重以及欄桿重量產(chǎn)生的RA、RB支座反力RA（q）=ql/2=(g3+g4)(L-0.9)/2=(0.171+0.171)×4.5/2=0.770KN=RB（q）由④得b點受q力時的彎矩x為b點到的距離MQ(b)=(g3+g4)×(0.6+1.3)×(4.5-0.6-1.3)/2=0.845KN·M通過彎矩圖可以看出b點所受彎矩最大M均max=Ma（b）+MP4b+Mc（b）+MQ（b）=1.603+5.08+2.54+0.84=10.063KN·M（2）計算集中荷載通過次梁作用到主梁上的最大彎矩設(shè)集中荷載作用在最不利點b（3）抗彎強度驗算M主max=M均max+M集max=10.063+4.518=14.581KN·M抗彎強度單向受彎截面塑性發(fā)展系數(shù)查《建筑結(jié)構(gòu)設(shè)計綜合手冊》表-2；Mx=M主max=14.581×106N·MM；；鋼材屈服強度Mx/(xwx)=14.581×106/(1.05×80.5×103)=172.5N/MM2(可)處所受剪應(yīng)力RA（合）=RA（a）+RA（b）+RA（c）+RA（q）=4.01+2.674+1.337+0.770=8.791KN=Q/A=8.791×103/(18.52×102)=4.75N/MM2f(可)型鋼腹板較厚，剪力不起控制作用，且木板密鋪在次梁上與次梁緊密連接，能阻止梁受壓翼緣側(cè)向位移，不必進行梁的穩(wěn)定性驗算。3、鋼絲繩的拉力和強度驗算1）鋼絲繩的拉力計算支座反力RA（合）=RA（a）+RA（b）+RA（c）+RA（q）=8.791KNRB（合）=RB（a）+RB（b）+RB（c）+RB（q）=0.617+1.954+3.291+0.770=6.632KN水平鋼梁的垂直支座反力RB(合)和拉鋼繩的軸力T按照下面計算T=RB/sin28o=6.632/sin28o=14.13KN2）鋼絲繩強度驗算—鋼絲繩的允許拉力（kN）—鋼絲繩的鋼絲破斷拉力總和（kN）—換算系數(shù)K—鋼絲繩的安全系數(shù)鋼絲繩選用6×19-18.5，換算系數(shù)查表取，安全系數(shù)查表取K=6，查鋼絲繩表得抗拉強度取1400N/mm2時，鋼絲繩的鋼絲破斷拉力取。實際查表驗算6×19-17，查鋼絲繩表得抗拉強度取1400N/mm2時，鋼絲繩的鋼絲破斷拉力取。同樣滿足要求。所以鋼絲繩選用大于或等于6×19-17該型號的鋼絲繩。4、支角和吊環(huán)焊縫強度驗算—按焊縫有效截面（）計算，垂直于焊縫長度方向的應(yīng)力?！春缚p有效截面計算，沿焊縫長度方向的剪應(yīng)力?！呛缚p的有效厚度，對直角焊縫等于，為較小焊腳尺寸。—角焊縫的計算長度，對每條焊縫取其實際長度減去10mm?！呛缚p的強度設(shè)計值?！娼呛缚p的強度設(shè)計值增大系數(shù)，對承受靜力荷載和間接承受動力荷載的結(jié)構(gòu)，對直接承受動力荷載的結(jié)構(gòu)。支角焊縫強度驗算支角焊縫驗算按直角角焊縫計算在通過焊縫形心的拉力、壓力或剪力作用下當力垂直于長度方向時當力平行于焊縫方向時在其它力或各種力綜合作用下，和共同作用下支角焊縫采用雙面焊縫，焊腳hf為8mm，腹板焊縫實際長度為140mm，lw為140-10=130mm，取170N/mm2，兩翼緣焊縫實際長度為58mm，lw為58-10=48mm。只受水平力NX=RB（合）/tg28o=6.632/0.531=12.48KN作用腹板焊縫f=NX/(0.7×hf×lw×2)=12.48×103/(0.7×8×130×2)=8.57N/MM2翼緣焊縫f=NX/(0.7×hf×lw×2)=12.48×103/(0.7×8×48×2×3)=7.74N/MM2吊環(huán)焊縫強度驗算吊環(huán)焊縫驗算按斜角交焊縫計算在通過焊縫形心的拉力、壓力或剪力作用下當力垂直于焊縫長度方向時當力平行于焊縫方向時在其他力或各種力綜合作用下和共同作用下各種式中符號及公式同直角角焊縫，其有效厚度為：當時，。當時，。為兩焊角夾角。把鋼絲繩分解為兩個力，豎向一個力Ny=RB（合）=6.632KN，水平一個力為Ny=RB（合）/tg28o=6.632/0.531=12.48KN。采用雙面焊縫，焊腳hf為8mm，焊縫實際長度為140mm，lw為140-10=130mm，取170N/mm2f=Ny/(0.7×hf×lw×2)=6.632×103/(0.7×8×130×2)=4.55N/MM2fwff=Nx/(0.7×hf×lw×2)=12.48×103/(0.7×8×130×2)=8.57N/MM2fwf經(jīng)驗算焊縫符合受力要求。四、落地式卸料平臺1、基本計算參數(shù)模板支架搭設(shè)高度度為40.00米；搭設(shè)尺寸為：立桿桿的縱距bb=0.900米，立桿的橫橫距l(xiāng)=0.990米，立桿的步步距h=1.550米；圖落地平臺支撐架架立面簡圖圖落地平臺支撐架架立桿穩(wěn)定性性荷載計算單單元采用的鋼管類型為為48×3.5；平臺允許堆載2KKN/M2（相當于允許許堆載20000KG）考慮人員荷載1..5KN/MM22、縱向支撐鋼管的的計算縱向鋼管按照均布布荷載下連續(xù)續(xù)梁計算，截截面力學(xué)參數(shù)數(shù)為截面抵抗矩W=5.008cm3；截面慣性矩I=12..19cm44；縱向鋼管計算簡圖圖1）荷載的計算：(1)腳手手板與欄桿自自重(kN/m))：qq11=(0.1550+0.3300×0.9000)×0.3000=0.1226kN/mm(2)堆放放材料的自重重線荷載(kN/m))：qq12=2.0000×0.3000=0.6000kN/mm(3)活荷荷載為施工荷荷載標準值((kN/m))：經(jīng)計算得到，活荷荷載標準值q2=1.5000×0.3000=0.4550kN/mm2）強度計算最大彎矩考慮為三三跨連續(xù)梁均均布荷載作用用下的彎矩。最大彎矩考慮為靜靜荷載與活荷荷載的計算值值最不利分配配的彎矩和，計計算公式如下下：最大彎矩計算公式式如下：最大支座力計算公公式如下:靜荷載q1==1.2××0.1266+1.2××0.6000=0.8771kN/mm活荷載q2==1.4××0.4500=0.6330kN/mm最大彎矩Mmaax=(0..10×0.8711+0.1117×0.6300)×0.90002=0.1330Kn·m最大支座力N=(1..1×0.8711+1.2××0.63))×0.90==1.5433kN截面應(yīng)力=0.1130×106/50800.0=255.64N//mm2縱向鋼管的計算強強度小于2005.0N//mm2,滿足要求!3）撓度計算最大撓度考慮為三三跨連續(xù)梁均均布荷載作用用下的撓度計算公式如下:靜荷載q1==0.1226+0.6600=0..726kNN/m活荷載q2==0.4550kN/mm三跨連續(xù)梁均布荷荷載作用下的的最大撓度V=(0..677×0.7266+0.9990×0.4500)×900.004/(1000×2.06×105×1219000.0)==0.2455mm縱向鋼管的最大撓撓度小于9000.0/1150與10mm,滿足要求!3、橫向支撐鋼管計計算支撐鋼管按照集中中荷載作用下下的三跨連續(xù)續(xù)梁計算集中荷載P取縱向向板底支撐傳傳遞力，P==1.54kkN支撐鋼管計算簡圖圖支撐鋼管彎矩圖((kN.m))支撐鋼管變形圖((mm)支撐鋼管剪力圖((kN)經(jīng)過連續(xù)梁的計算算得到最大彎矩Mmaax=0.3370kN··m最大變形vmaax=0.8857mm最大支座力Qmmax=5..040kNN截面應(yīng)力=0.337×106/50800.0=722.89N//mm2支撐鋼管的計算強強度小于2005.0N//mm2,滿足要求!支撐鋼管的最大撓撓度小于9000.0/1150與10mm,滿足要求!4、扣件抗滑移的計計算縱向或橫向水平桿桿與立桿連接接時，扣件的的抗滑承載力力按照下式計計算(規(guī)范)：RR≤Rc其中Rc———扣件抗滑承承載力設(shè)計值值,取8.0kNN；R——縱向向或橫向水平平桿傳給立桿桿的豎向作用用力設(shè)計值；；計算中R取最大支支座反力，RR=5.044kN單扣件抗滑承載力力的設(shè)計計算算滿足要求!!當直角扣件的擰緊緊力矩達400--65NN.m時,試驗表明:單扣件在122kN的荷載載下會滑動,,其抗滑承載載力可取8..0kN；雙扣件在20kNN的荷載下會會滑動,其抗滑承載載力可取122.0kN。5、立桿的穩(wěn)定性計計算荷載標準準值作用于模板支架的的荷載包括靜靜荷載、活荷荷載和風荷載載。1）靜荷載標準值包括括以下內(nèi)容：：(1)腳手手架鋼管的自自重(kN)：NNG1=0.1299×40.0000=5.1164kN鋼管的自重計算參參照《扣件式式規(guī)范》附錄錄A雙排架自自重標準值，設(shè)設(shè)計人員可根根據(jù)情況修改改。(2)欄桿桿的自重(kN)：NNG2=0.1500×0.9000=0.1335kN(3)腳手手板自重(kN)：NNG3=0.3000×0.9000×0.9000=0.2443kN(4)堆放放荷載(kN)：NNG4=2.0000×0.9000×0.9000=1.6220kN經(jīng)計算得到，靜荷荷載標準值NG=NG1+NNG2+NGG3+NG44=7..162kNN。2）活荷載為施工荷荷載標準值產(chǎn)產(chǎn)生的荷載。經(jīng)計算得到，活荷荷載標準值NQ=1.5000×0.9000×0.9000=1.2115kN3）不考慮風荷載時時,立桿的軸向向壓力設(shè)計值值計算公式N==1.2NNG+11.4NQ6、立桿的穩(wěn)定性計計算立桿的穩(wěn)定性計算算公式其中N——立桿的軸心心壓力設(shè)計值值，N=10.300kN；——軸心受壓立桿的穩(wěn)穩(wěn)定系數(shù),由長細比ll0/i查查表得到；i——計算立桿的的截面回轉(zhuǎn)半半徑(cmm)；i=11.58A——立桿凈截面面面積(ccm2)；A=4.89W——立桿凈截面面抵抗矩(cm3)；W=55.08——鋼管立桿抗壓強度度計算值((N/mm22)；[[f]——鋼管立桿抗抗壓強度設(shè)計計值，[f]]=2005.00NN/mm2；l0——計算長度((m)；如果完全參照《扣扣件式規(guī)范》不不考慮高支撐撐架，由公式式(1)或(2)計算l00=k11uh(1))l00=(hh+2a)((2)k1——計算長度附附加系數(shù)，按按照表1取值為1.1163；u——計算長度系系數(shù)，參照《扣扣件式規(guī)范》表表；u=11.70a——立桿上端伸伸出頂層橫桿桿中心線至模模板支撐點的的長度；a=0.330m；公式(1)的計算算結(jié)果：==102..59N/mmm2，立桿的穩(wěn)定定性計算<<[f],,滿足要求!公式(2)的計算算結(jié)果：==54.448N/mmm2，立桿的穩(wěn)定定性計算<<[f],,滿足要求!如果考慮到高支撐撐架的安全因因素，適宜由由公式(3)計算l00=k11k2(h++2a)(3)k2——計算長度附附加系數(shù)，按按照表2取值為1.0094；公式(3)的計算算結(jié)果：==84.990N/mmm2，立桿的穩(wěn)定定性計算<<[f],,滿足要求!模板承重架應(yīng)盡量量利用剪力墻墻或柱作為連連接連墻件，否否則存在安全全隱患。表1模板支架計計算長度附加加系數(shù)k11———————————————————————————————————————————————步距h(m)h≤≤0.90.99<h≤1.21.2<hh≤1.511.5<h≤≤2.1k11.244311.18511.16711.163———————————————————————————————————————————————表2模板支架計計算長度附加加系數(shù)k22—————————————————————————————————————————————————H((m)4468110121441618200253033540h+2aa或u1h(mm)1.3351..01..0141.02661.003911.0421.05541..0611.08111.009211.1131.13371..1551.17331.4441..01..0121.02221.003111.0391.04471..0561.06441.007211.0921.11111..1291.14991.5531..01..0071.01551.002411.0311.03391..0471.05551.006211.0791.09971..1141.13221.6621..01..0071.01441.002111.0291.03361..0431.05111.005611.0741.09901..1061.12331.8801..01..0071.01441.002011.0261.03331..0401.04661.005211.0671.08811..0961.11111.9921..01..0071.01221.001811.0241.03301..0351.04221.004811.0621.07761..0901.10442.0041..01..0071.01221.001811.0221.02291..0351.03991.004411.0601.07731..0871.10112.2251..01..0071.01001.0016