钢框架结构毕业设计计算书

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1.1工程概况：.............................................................................................................12.1选型及结构布置.....................................................................................................2

2.1.1确定楼盖类型......................................................................................22.1.2建筑及结构布置图.....................................................................32.1.3荷载计算...............................................................................................42.1.4初选确定杆件截面尺寸.....................................................................6

2.2结构计算简图........................................................................................................9

2.2.1计算简图............................................................................................9

2.3.内力计算..............................................................................................................26

2.3.1框架在竖向力作用下的内力计算....................................................26

2.4.内力组合..............................................................................................................31

2.4.1框架梁内力组合..............................................................................322.4.2框架柱内力组合..............................................................................35

2.5结构、构件截面验算........................................................................................35

2.5.1框架柱截面验算................................................................................352.5.2框架横梁验算.....................................................................................502.5.3次梁验算..........................................................................................53

2.6组合楼盖设计....................................................................................................55

2.6.1楼板设计..........................................................................................552.6.2屋面板设计......................................................................................60

2.7框架连接设计....................................................................................................65

2.7.1主梁与柱的连接设计......................................................................652.7.2次梁与主梁的连接设计..................................................................742.7.3柱脚设计..........................................................................................782.7.4柱与柱连接设计..............................................................................82

2.8基础设计............................................................................................................82

2.8.1A柱基础设计...................................................................................822.8.2B柱基础设计...................................................................................88

2.9楼梯设计..............................................................................................................92

2.9.1梯段板的计算.....................................................................................922.9.2平台板的计算.....................................................................................932.9.3平台梁的计算.....................................................................................94

参考文献.........................................................................................................................................98

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1工程概况：1.1.1

⑴、工程名称：腾讯仪表厂二号楼厂房（C方案）设计⑵、建筑面积：3240平方米⑶、结构型式：钢框架结构⑷、总层数为三层，无地下室⑸、抗震设防烈度7度，近震

⑹、建筑场地Ⅱ类，基本风压W0=0.40KN/m2，基本雪压S0=0.65KN/m2，⑺、地面粗糙度B类

⑻、层高：首层6.48米，标准层4.5米

⑼、钢材等级：主次梁采用热轧H型钢梁（Q235型钢），柱子焊接工字型截面⑽、基础型式：柱下基础

⑾、地质条件：天然地基，以粉质粘土为持力层，基础埋深1.5米。

南京江宁地区地基承载力的特征值fak=250kpa⑿、建筑物等级：二级⒀、耐火等级：二级

2.1选型及结构布置2.1.1确定楼盖类型

据《抗震规范》8.1.7条,宜采用压型钢板现浇钢筋砼组合楼板或非组合楼板,目前国内多采用非组合楼板(简支梁类构件楼盖除外)。非组合楼板中的压型钢板只起到施工阶段的模板作用,按施工阶段的两种极限状态要求确定压型钢板几何形状和厚度,可采用国内生产的无齿痕的压型板,不需作防火层(但需防锈,宜采用镀锌板),仅楼板的端部按构造设置圆头栓钉。采用非组合楼盖也给手算带来很大方便,又适应国内发展形势,因此选择采用非组合楼板。根据板的跨度和非组合板的厚度,选择国产压型钢板型号:YX-75-230-690(Ⅱ)。另外,为方便手算,采用主次梁单向板肋形楼盖布置形式。计算时,框架梁在确定截面惯性矩时,对于非组合楼板,由于钢板上的现浇混凝土板和压型钢板结合不够紧密,板的约束很微弱,

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因此,直接取钢梁的截面惯性矩Ib,不考虑板的影响。

2.1.2建筑及结构布置图

建筑平面图1

结构布置图2

截面表

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2.1.3荷载计算

①.屋面荷载计算

恒载：

SBS改性沥青高分子防水卷材一层（三毡四油）1：3水泥砂浆找平层20mm

40厚细石混凝土面层（每两米设一分仓缝）保温层200mm

20厚1：3水泥砂浆找平层

0.4 KN/m

20×0.02=0.4KN/m2

24×0.04=0.96 KN/m2

8×0.2=1.6 KN/m220×0.02=0.4KN/m

非组合楼盖（压型钢板-选用YX-75-230-690，上混凝土层厚80mm）

25×0.10=2.50 KN/m2

压型钢板总计

活载：(按照不上人屋面设计取荷载标准值)

0.18KN/m

6.440KN/m20.50KN/m

②.楼面荷载计算1）生产车间荷载计算恒载：

15厚1:2白水泥白石子10厚素水泥浆结合层一道20厚1：3水泥砂浆找平层

25×0.015=0.3KN/m

20×0.010=0.2KN/m

20×0.02=0.4KN/m

非组合楼盖（压型钢板-选用YX-75-230-690，上混凝土层厚80mm）

25×0.01=0.25KN/m

0.18KN/m

压型钢板总计

3.58KN/m

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活载：

4.0KN/m

2）其它房间：

i：更衣室、值班室、门厅荷载计算15厚1:2白水泥白石子10厚素水泥浆结合层一道20厚1：3水泥砂浆找平层

25×0.015=0.3KN/m

20×0.010=0.2KN/m220×0.02=0.4KN/m2

非组合楼盖（压型钢板-选用YX-75-230-690，上混凝土层厚80折算厚度100mm）

25×0.10=2.50KN/m2

压型钢板0.18KN/m2

总计活载：

3.58KN/m22.0KN/m2

ii：卫生间恒载：

瓷面砖150×150×810厚素水泥浆结合层一道高分子卷材一层（三毡四油）20厚1：3水泥砂浆找平层

19.8×0.008=0.1584KN/m2

20×0.010=0.2KN/m2

0.4KN/m2

20×0.02=0.4KN/m

非组合楼盖（压型钢板-选用YX-75-230-690，上混凝土层厚80折算厚度100mm）

25×0.10=2.50KN/m2

压型钢板总计活载：

0.18KN/m23.84KN/m22.0KN/m

③.墙体荷载：

内外墙采用粉煤灰轻渣空心砌块（390mm×190mm×190mm）内墙做法：

8.0kN/m3

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5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面12厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打底外墙做法：（聚苯板保温层）聚合物砂浆10mm挤塑聚苯板保温层20厚1:3水泥砂浆找平层

20×0.005=0.1KN/m2

20×0.012=0.24KN/m

20×0.01=0.2KN/m2

0.4

20×0.02=0.4

KN/m2KN/m2

④.查表知：

主梁自重：1.034KN/m次梁自重：0.654KN/m柱自重：2.283KN/m

2.1.4初选确定杆件截面尺寸

钢材宜采用碳素结构钢Q235,按照冲击韧性要求并且考虑到焊接,选择Q235C。梁截面形式选热轧H型钢，柱截面选焊接工字型钢。若选择H型钢,则应根据要求从H型钢产品表中确定高宽尺寸及壁厚。对于梁截面,首先应确定梁高hs,根据《钢结构规范》附录A表A.1.1挠度容许值,按表2.1.3确定出hmin,主梁的挠度容许值为[w]/l=1/400,采用Q235C钢,对应的hmin=1/15。次梁的挠度容许值为[w]/l=1/250,采用Q235C钢,对应的hmin为1/24。主梁的跨度为8000mm,次梁的跨度为7500mm,主梁高h≥8000/15=533mm,初步取主梁高为600mm。次梁高h≥7500/24=313mm,初步取次梁高为350mm。再根据简略的梁荷载、内力计算确定出截面抵抗矩WX和腹板宽度,然后查H型钢表确定型号。（1）.计算确定次梁型号。

楼面活载为4.0KN/m2,假设楼板厚为100mm以及建筑层做法。次梁间距为4.0m。按次梁为简支梁计算

次梁所受荷载标准值为:活载qQ=4.0×4.0=16.0KN/m

恒载qg=25×0.10×4.0=10.0KN/m

次梁所受荷载设计值为:q=1.2qg+1.4qQ

=1.2×16.0+1.4×10.0

KN/m

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=33.2KN/m

次梁所受最大弯矩M=ql2=×33.2×7.52=233.4KN•M8811

次梁所受剪力V=ql=×33.2×7.5=124.5KN22另外,假设梁自重引起的弯矩为0.02M

M≥Wrfxxx1.02×233.4×106=×10−3=1054.6cm3

1.05×215

tw≥

Vf124.5×103==2.85mmh125×350v根据以上条件选择次梁型号,梁主要受弯,因此采用窄翼缘最优。型号为:HN400×200×8×13

截面特征为:AS=83.37cm2，Ix=22775cm4，ix=16.53cm，Wx=1139cm3iy=4.56cm，Wy=173.5cm3(2).计算确定主梁型号。

楼板设计成为单向板，因此，主梁主要承受次梁传来的集中荷载。次梁间距为7500mm。主梁间距为8000mm。先按主梁为简支梁计算次梁传来的集中荷载计算：

次梁所受荷载标准值为:活载qQ=4.0×4.0=16.0KN/m

恒载qg=25×0.10×4.0=10.0KN/m

次梁所受荷载设计值为:q=1.2qg+1.4qQ

=1.2×16.0+1.4×10.0=33.2KN/m

主梁所受集中力为：p=ql1==33.2×7.5=249KN11

pl=×249×8.0=498KN•M44

次梁所受剪力V=p=249KN主梁所受最大弯矩M=

另外,假设梁自重引起的弯矩为0.02M

KN/m

Iy=1735cm4，

M≥Wrfxxx1.02×498×106

=×10−3=2250cm3

1.05×215

tw≥

Vf249×103==3.74mm125×533hv7

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根据以上条件选择次梁型号,梁主要受弯,因此采用窄翼缘最优。型号为:HN600×200×11×17

截面特征为:AS=131.71cm2，Ix=73749cm4，ix=23.66cm，Wx=2458cm3Iy=2273cm4，iy=4.151cm，Wy=227.3cm3（3）计算确定柱的型号

估算柱所受的轴向荷载为：G=7.5×8.0×（1.2×3.5+1.4×4.0）

=588KN

底层柱所受轴向荷载设计值为：3G=3×588=17KN按轴心受压计算，假设长细比λ=50

根据此长细比查表可知：轴心受压柱的稳定系数ψ=0.856因此

N17×1033≥==9584.9cmAcϕf0.856×215

取lo=(1.2～1.5)H=1.35×4.5=6.08m

有等强度原理，ix=iy=lox/λ=loy/λ=6080/50=121.6mm柱截面高h=ix/α1=121.6/0.43=282.8mm柱截面宽度b=iy/α2=121.6/0.24=506.7mm

综合以上条件初步选择焊接工字型柱截面型号为：400×400×18×28截面特征值为：AS=285.92cm2Ix=93000cm4ix=17.7cmIy=31000cm4

iy=10.2cm

Wx=1530cm3

Wx=4490cm3

按照《抗震规范》8.2.5-1式初步验算以满足强柱弱梁要求。验算式为：其中：

Wpc为柱的塑性截面抵抗矩

Wpb为主梁的塑性截面抵抗矩

N为柱计算处所受轴力

主梁的塑性截面抵抗矩为：

AC为柱的截面面积

h600

Wpb=tb(h−t)+tw(−t)2=17×200×(600−17)+11×(−17)2=2863179mm3

22柱的塑性截面抵抗矩为：

h400

Wpc=tb(h−t)+tw(−t)2=28×400×(400−28)+18×(−28)2=46912mm3

验算强柱弱梁：

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Wpc(f−

N)≥γxfWpbAC17×103

Wpc(210−)≥1.05×210×2863179

28592

Wpc≥4257cm3

（4）结构其它构件的确定

满足要求。

从建筑节能、防火、抗震等因素出发确定墙体材料、厚度及构造式从防火方面考虑：二级防火要求非燃烧体最大耐火极限为4小时从节能方面考虑：要防晒、隔温保热、强度高而重量低

从抗震方面考虑：要有多道防线，地震时能消耗能量，不对主体结构产生太大影响

因此，墙体材料采用加气混凝土块体材料。细部构造祥图见墙体节点构造祥图。楼梯的设计也采用钢结构形式，加混凝土保护层防火。详细情况见楼梯设计部分。

2.2结构计算简图2.2.1计算简图

结构计算简图必须先确定底层柱高取值，取值大小与基础形式、厚度、埋深等因素有关。因此，根据地质报告和场地条件先确定基础形式和埋深，分析可采用柱下基础。地表以下2m处就是稍密卵石层，其承载力较大可把基础放于上面，再加上平整场地时室外回填土要高出天然地面0.3m，因此基础埋深为1.65m。此深度大于1.5m，所以柱脚的嵌固位置取在室外地面以下1.5m处。室内外高差为0.48m，标准层高为4.5m，因此，底层柱计算高度取1.5+0.48+4.5=6.48m,其它各层柱的计算高度取层高4.5m

.1框架恒载、活载简图2.2.12.2.1.1

首先选择一榀框架做计算，考虑到手算速度和精度都不如计算机，选择④轴框架最为快捷并且误差和计算机会最小。i：作恒载计算简图

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(4×6.44×

+0.66)×7.5=102KN2

恒载计算简图2-1

主梁自重相对于其它荷载比较小，因此，

把主梁自重简化为集中荷载对计算结果影响很小。求P1

次梁传到主梁上的集中力：外墙重：

(4×3.58×+0.66)×7.5=58.7KN2

(4.5×7.5−4×2.5)×0.19×0.8=36.1KNP1

求

=94.80KN

P1'

(4×3.58+0.66)×7.5=112.4KN次梁传到主梁上的集中力：

P1'

求P2

=112.4KN

次梁传到主梁上的集中力：外墙重：1

(4×3.58×+0.66)×7.5=58.7KN2

(4.5×7.5-4×2.5)×0.19×8.0=36.1KNP2

=94.80KN

求P2'

P2'=P1'=

求P3

112.4KN

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次梁传到主梁上的集中力：P3=

102KN

求P'3

次梁传到主梁上的集中力：（4×6.44+0.66）×7.5=198.2KNP3'

=198.2KN

主梁自重：1.034KN/m

I：恒载作用下的简图如下：

恒载作用下的简图2-2

II：作活载计算简图

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活载作用下的简图2-3

方法同恒载计算，主梁只有次梁传递的活载集中力。P1=4×0.5×4.0×7.5=60KNP1'=4×4×7.5=120KNP2=4×0.5×4.0×7.5=60KNP2'=4×4×7.5=120KNP3=4×0.5×0.5×7.5=7.5KNP3'=4×0.5×7.5=15KN活载简图如下:

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.2框架水平地震作用简图2.2.12.2.1.2

1).计算各层重力荷载代表值。i：底层

①.墙和门窗重计算:外墙高为h=4.5m

外墙长=52.5×2+24×2=153m外墙宽=0.190m

外墙毛体积:153×4.5×0.19=130.82m3

内墙毛体积：5×4.5×0.19+9×4.5×0.19=11.97m3门洞口面积计算:37×2×2.5=185㎡窗洞口面积计算18×3×2.4=129.6㎡门重（选用木门）0.2KN/㎡窗重（选用钢框玻璃窗）0.5KN/㎡

重G=（130.82+11.97）×8-185×0.5-129.6×0.2=1024KN②.楼板重:

⑴.车间楼板、仓库、更衣间、门厅及辅助用房楼板楼板总宽为：24m楼板总长为：52.5m

重G=(7.58×990+7.5×16×5.58）=8174KN⑵.卫生间楼板重:8×7.5×5.84=350.4KN

⑶.楼梯间重:2×63.94=127.88KN⑷.主、次梁重和柱重主梁:8×24×1.034=198.5KN次梁:7×52.5×0.654=240.34KN柱:32×6.48×2.2834=473.5KN此层重力荷载代表值:

G1=1024+8174+350.4+127.88+198.5+240.34+473.5

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=10562KNii：第二层①.墙和门窗重计算:外墙高为h=4.5m

外墙长=52.5×2+24×2=153m外墙宽=0.190m

外墙毛体积:153×4.5×0.19=130.82m3

重G=（130.82+11.97）×8-185×0.5-129.6×0.2=1024KN②.楼板重:

⑴.车间楼板、仓库、更衣间、门厅及辅助用房楼板楼板总宽为：24m楼板总长为：52.5m

重G=(7.58×990+7.5×16×5.58）=8174KN⑵.卫生间楼板重:8×7.5×5.84=350.4KN

⑶.楼梯间重:2×63.94=127.88KN⑷.主、次梁重和柱重主梁:8×24×1.034=198.5KN次梁:7×52.5×0.654=240.34KN柱:32×4.5×2.2834=328.8KN此层重力荷载代表值:

G2=1024+8174+350.4+127.88+198.5+240.34+328.8=10417.3KNiii：第三层

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①.墙和门窗重计算:外墙高为h=4.5m

外墙长=52.5×2+24×2=153m外墙宽=0.190m

外墙毛体积:153×4.5×0.19=130.82m3内墙毛体积：5×4.5×0.19+9×4.5×0.19=11.97m3

门洞口面积计算:37×2×2.5=185㎡窗洞口面积计算18×3×2.4=129.6㎡门重（选用木门）0.2KN/㎡窗重（选用钢框玻璃窗）0.5KN/㎡

重G=（130.82+11.97）×8-185×0.5-129.6×0.2=1024KN②.屋面板重楼板总宽为:24m楼板总长为：52.5m

重G=6.440KN/m2×24×52.5=8114.4KN主、次梁重和柱重

主梁:8×24×1.034=198.5KN次梁:7×52.5×0.654=240.34KN柱:0.5×32×4.5×2.2834=1.4KN

重G3=1024+8114.4+198.5+240.34+1.4=9741.KN重力荷载代表值简图如下：2）.计算结构自振周期采用顶点位移法计算①.计算框架的抗剪刚度Cf

采用非组合楼盖，楼板对梁截面无加强作用，不考虑板的影响。钢的弹性模量为206×103N/mm2

2.2.3各层重力荷载代表值（KN）

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主梁的线刚度

类别

材料

截面

跨度截面惯性矩（m）（×10-4m4）

线

刚

度

Kb=

EI(×104KN•m)l框架梁Q235B

HN600×200×11×17

8.07.371.

柱的线刚度

层号

材料

截面

层高

截面惯性矩I（×10-4m4）

线刚度

Kc=

2～3

Q235B

400×400×18×28

4.50

9.3

EI(×104KN•m)l4.39

1Q235B400×400×18×286.4.32.96

求各柱的抗侧刚度D值：首先求梁柱的线刚度比k，

D值修正系数α一般层

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k1+k2+k2+k4

2kck2+kk=

k2+k42kck2+kα=

底层

α=

k2kc0.5+k2+k各柱刚度计算

k1+k2

kc0.5+k2+kα=

α=

D=α•

边柱底层2～3层

kα0.430.177

12Kc(×104KN/m)2

h0.0.43

0.3650.460

α中柱底层2～3层

kD=α•

12Kc(×104KN/m)2h1.280.86

0.540.30

0.4570.780

底层柱：

∑D=(3650+4570)×16=131520KN/m2、3层柱：∑D=(4600+7800)×16=198400KN/m框架自振周期计算：

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基本周期

T1的计算

G层

(KN)

i∑Di∑Gini位

(KN/m)∑Gi∆ui=

∑Diui=∑∆uii=1

iGiuiGiui2

(KN)(m)

30720.920158.99741.

0.2330.1020.049

(m)

0.2330.3350.384

•m)(KN•m)(KN2

123

1056210417.39741.

131520198400198400

2355.334.83740.8

548.81169.11436.5

取Ψ=0.5

TT=2ΨT∑Guiu=1nii=1n2i=2×0.5i∑Gu2101.4=0.47s9585.93）.采用底部剪力法求地震作用由设计资料知：

场地设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第二组，场地类别为Ⅱ类场地。依据以上条件查表：

多遇地震时水平地震影响系数最大值为αmax=0.08,特征周期值Tg=0.4s,钢结构阻尼比为：ζ所以

=0.035考虑多遇地震

γ=0.9+

0.05−ζ0.05−0.035

=0.9+=0.921

0.5+6ζ0.5+6×0.0350.05−ζ0.05−0.035

=0.02+=0.023

4+32ζ4+32×0.035

η1=0.02+

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

0.05−ζ0.05−0.035

η2=1+=1+=1.11

0.08+1.6ζ0.08+1.6×0.035

其中：γ为曲线下降段衰减指数，

η1为直线下降段的下降斜率调整系数，η2为阻尼调整系数，

因为TgTgT)η2αmax

γ0.40.921

=()×1.11×0.08=0.0770.47

结构等效总重力荷为：

Geq=c∑Gi=0.85×(9741.6+10417.3+10562)=26112.8KNi=1

结构底部总剪力为：

FEK=α1Geq=0.077×26112.8=1998.8KN所以不考虑顶部附加地震作用

Fi=

GiHi∑GHjj=1

nFEKj其中：Gi--各层重力荷载代表值

Hi--第i层离计算最低点的距离

楼层水平地震作用

Gi(KN)

层号321

9741.610417.3105623072.1

Hi(m)

15.4810.986.48

GIHi(KN•m)

150799.97114381.9568441.76333623.68

Fi(KN)

903.5685.3410.0

∑

4）.计算框架的水平地震作用

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质点i水平地震作用标准值、楼层地震剪力及；楼层层间位移的计算过程参见下表:

图2.2.4水平地震作用计算简图图2.2.5水平地震作用下剪力

Fi、Vi和∆ue的计算

HiGiHi∑GiHiFiGi2.2.4图水平地震作用下计算简层(KN)9741.610417.310562(KN)(KN)Vi∑Di∆ue(KN)(KN/m)(m)32115.4810.986.4815080011438268442333624903.5685.3410903.51519991984001984001315200.0050.0080.015横向水平地震作用下内力可由手算求出，通过底部剪力法计算求得

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水平地震作用下计算简图2.26

柱层h(m)

DN/m)(KN)(KN/m)(K∑DD∑DVik(KN)

ky0

M上

（KN/m）（KN/m）

M下

3边

2柱

4.5903.519840046000.02320.780.430.328.0565.46

4.51588.819840046000.02336.540.430.582.2282.22

6.481998.813152036500.02855.970.0.7253.88108.81

3中

2柱

4.5903.519840078000.03935.240.860.3860.2698.32

4.51588.819840078000.03961.960.860.45125.47153.35

6.481998.813152045700.03561.961.280.61276.53176.80

AB跨梁端剪力

层

BC跨梁端剪力柱轴力

l(m)

M左M右

M+MV=左右

ll(m)

M左

M右

V=M左+M右边柱

Nl中柱

N38.065.49.1614.338.049.19.1612.2914.332.04

28.0110.27106.8127.148.0106.8106.826.741.472.48

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18.0191.03125.4739.568.0151.1151.137.881.034.24

水平地震作用柱端剪力和柱弯矩标准值水平地震作用下框架梁剪力和柱端轴力标准值

验算框架层间弹性位移：首层：

∆ue0.01511

==（满足要求）

二层：（满足要求）

三层：（满足要求）

验算框架柱顶侧移：（满足要求）

横向水平地震作用下N/V图横向水平地震作用下M图

.3框架风载作用简图2.2.12.2.1.3

风荷载工况有左、右风之分，一般作出左风风载简图。风载对于钢框架-支撑结构和地震一样也要考虑协同工作。

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风载体形系数µs迎风面和背风面力的方向相同，因此，可以把两者合算。

µs=0.8+0.5=1.3

风振系数βzβz=1+ϕz基本风压B类粗糙度

ξνµzϖ0=0.4KN/m2

T1=0.47s,

ϖ0T12=0.4×0.472=0.088

查规范,B类地区,知脉动增大系数，ξ=1.47

H15.48==0.5B24

查规范知脉动影响系数，ν=0.42结构总高度为：15.48m,

wz=βzµzBµsw0=(1+ϕz风压单位高度上的

ξν)µBµw=(µz+ϕzξν)Bµsw0µzzs0

=(µz+ϕz×1.47×0.42)×24.0×1.3×0.4=(µz+ϕz×0.617)×12.48KN/m对于质量和刚度沿着高度均匀分布的房屋，结构振型系数可以取

ϕz=

zz=

H15.48

离地面高度z（m）

各分段高度处风荷载值列表计算层数

ϕzµzϕz×0.617µz+ϕz×0.617

Wz（KN/m）文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

123

6.4810.9815.48

0.420.711

1.01.031.15

0.260.440.617

1.261.471.767

15.7218.3522.05

风荷载作用下计算简图

风荷载水平作用下内力可由力学求解器算出

风载作用下计算简图风载作用下M图

风载作用下V图

风载作用下内力计算

杆端内力值

风载作用下N图

(乘子=1)----------------------------------------------------------------------------------------------

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杆端1

----------------------------------------单元码

轴力

剪力

弯矩

杆端2

------------------------------------------轴力

剪力

弯矩

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

118.2173228.4500344932.135151954-17.48437505-10.73974606-10.96826177-4.638183598-3.3733629-9.6632949010-19.506676111-16.322998012-9.36316013-1.9792480514-9.3563232415-7.8238525416-6.37658691170.0373162518-0.7011460119-2.279262201.20095766211.9144426622

3.49682878

12.82406786.460343094.43340920-3.034013-2.73928438-1.59961342-3.140123754.471239006.4504031412.8269244-6.31488254-5.572028-6.290527-9.83913878-8.26099517-9.843381296.7473047313.70615.23873076.3975314013.781961615.2294079

-50.9519544-9.320692-6.4535041613.49683729.005038-1.3321770711.4723715-13.6815878-19.7119420-32.160345626.204151122.3456724.168312441.4602233.035825037.2718325-20.4471998-33.9785192-42.57934-19.2118140-34.2339330-42.5390743

18.217328.450034492.13515195-17.4843750-10.7397460-10.9682617-4.63818359-3.373362-9.66329490-19.5066761-16.3229980-9.363160-1.97924805-9.35632324-7.82385254-6.376586910.03731625-0.70114601-2.2792621.200957661.914442663.49682878

32.148005219.7506913.4968372-10.8071494-1.33217707-7.73944254-13.68158786.4387709.3148720750.9581245-24.3149091-22.2656857-26.1509297-37.2442080-33.0521362-41.475217712.682066327.700684156.167626212.200065127.7844556.14748

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2.3.内力计算

2.3.1框架在竖向力作用下的内力计算

首先进行弯矩计算，然后在通过杆件和节点平衡计算剪力和轴力。弯矩分配采用弯矩二次分配法计算,

.1框架在竖向力恒载作用下的内力计算2.3.12.3.1.1

求各杆件的弯矩分配系数kb=1.×104KN·m

kc底=2.96×104KN·m

kc标准=4.39×104KN·m

m公式如下：梁端弯矩分配系数：µb=

kbi∑ki=1

bi+∑kcjj=1

柱端弯矩分配系数：µc=

kcj∑ki=1

nbi+∑kcjj=1

m其中：n—节点处梁总数m—节点处柱总数；

恒载作用下计算简图

恒载作用下由结构力学求解器得出内力图

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恒载作用下N图恒载作用下V图

恒载作用下M图

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

µ=0.4µ=0.6µ=0.41µ=0.35µ=0.15µ=0.23µ=0.54µ=0.23µ=0.15µ=0.35µ=0.18µ=0.17µ=0.39µ=0.17µ=0.27µ=0.41µ=0.48µ=0.20µ=0.32钢框架结构分配系数简图恒载作用下内力计算

杆端内力值

(乘子=1)

--------------------------------------------------------------------------------------------杆端1

----------------------------------------单元码

轴力

剪力

弯矩

杆端2

------------------------------------------轴力

剪力

弯矩

--------------------------------------------------------------------------------------------123456710

-501.688446-351.304297-197.288777-53.4654998-59.9327621-59.9327468-53.4654998-197.288777-351.304299-501.688449

-8.24538278-19.7002954-48.652121592.6737290100.231704-96.0900088113.809128.652123019.70029668.24538446

17.810025155.196884079.2762723-139.658274-205.870004187.314159-224.310818-139.658278-33.4544483-35.6200592

-501.688446-351.304297-197.288777-53.4654998-59.9327621-59.9327468-53.4654998-197.288777-351.304299-501.688449

-8.24538278-19.7002954-48.6521215-113.80912796.0900081-100.231704-92.673729948.652123019.70029668.24538446

-35.6200552-33.4544455-139.658274-224.310821187.314159-205.870007-139.65827879.276275455.196886517.8100320

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111213141516171819202122

28.951826025.467551528.9518211.454912611.3160711.4549121-412.359442-6.551921-884.375772-412.359441-6.551920-884.375770

59.215520260.335999361.4578355.584148860.335999365.087849.625110781.140836291.00281434-4.625108-1.14083376-1.00281230

-112.730717-117.122721-121.694550-90.8169392-119.669186-128.831742-18.4408166-0.30335741-4.3321563018.44081080.303351634.33215077

28.951826025.467551528.9518211.454912611.3160711.4549121-412.359442-6.551921-884.375772-412.359441-6.551920-884.375770

-61.45798-60.3360006-59.2155216-65.0878511-60.3360006-55.58415044.625110781.140836291.00281434-4.625108-1.14083376-1.00281230

-121.694556-117.122726-112.730723-128.831748-119.669191-90.81694574.2684772.830405872.16608061-4.268472-4.83040028-2.16607292

--------------------------------------------------------------------------------------------

.2框架在竖向力活载作用下的内力计算：2.3.12.3.1.2

活载作用下的内力计算简图活载作用下N图

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活载作用下V图

活载作用下内力计算

杆端内力值

(乘子=1)

活载作用下M图

--------------------------------------------------------------------------------------------杆端1

----------------------------------------单元码

轴力

剪力

弯矩

杆端2

------------------------------------------轴力

剪力

弯矩

--------------------------------------------------------------------------------------------1234567101112

-247.7260-132.199161-15.9326806-12.5294628-12.6112422-12.6112413-12.5294623-15.9326806-132.199161-247.7260-15.8558281-13.9214756

-7.25320510-27.9695597-12.11373167.801612936.84823862-6.848238617.1983870912.113731527.96955977.2532050556.2680960.0000000

15.6680711.507218537.7724739-16.7393182-13.6028213.8242511-14.3232481-16.7393181-61.3558003-31.3326977-99.1282743-120.959624

-247.7260-132.199161-15.9326806-12.5294628-12.6112422-12.6112413-12.5294623-15.9326806-132.199161-247.7260-15.8558281-13.9214756

-7.25320510-27.9695597-12.1137316-7.198387076.84823862-6.84823861-7.8016129112.113731527.96955977.25320505-63.7335190-59.9999999

-31.3326978-61.3558004-16.7393182-14.323248013.8242511-13.60281-16.739318137.7724738.507218515.6680710-128.9926-120.959624

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

13141516171819202122

-15.855828120.716354618.830420520.7163546-29.0476588-272.781177-517.083078-29.0476588-272.781177-517.083078

63.733519055.698099060.0000000.30190100.6614852.580967420.69503334-0.661491-2.58096749-0.69503339

-128.9926-95.83991-121.216611-130.255124-0.71681985-5.57874340-3.002902810.716820005.578743543.00290295

-15.855828120.716354618.830420520.7163546-29.0476588-272.781177-517.083078-29.0476588-272.781177-517.083078

-56.26809-.3019010-59.9999999-55.698090.6614852.580967420.69503334-0.661491-2.58096749-0.69503339

-99.1282741-130.255124-121.216611-95.83991622.458059096.035610001.50091321-2.45805921-6.03561014-1.50091340

--------------------------------------------------------------------------------------------

2.4.内力组合

在进行荷载组合时，应该考虑活载的最不利布置。对多层框架，如果考虑地震组合，可以不考虑活载的不利布置；如果不考虑地震组合，可将活载下的内力乘以1.1~1.2的放大系数。由于本工程位于7度抗震设防区，在设计时不考虑地震作用，因此组合时将活载乘以1.15的放大系数。

对多层框架，根据《建筑结构荷载规范》（GB50009）的规定，对梁和柱的计算都要考虑活载的折减。本建筑在设计楼面梁时，主梁的从属面积超过25m2,活载乘以0.9的折减系数；设计柱时，按《建筑结构荷载规范》（GB50009）中表4.1.2进行活载折减。

本建筑的荷载组合采用《建筑结构荷载规范》（GB50009）3.2.4的一般排架、框架结构的基本组合简化规则，由可变荷载效应控制的组合：

①1.2SGk+1.4SW;②1.2SGk+1.4SQ;③

1.2SGk+0.9×1.4×(SW+SQ)

；

④1.2×(SGK+0.5×SQ)+1.3SE32

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由永久荷载效应控制的组合：1.35SGk+1.4×0.7×SQ+1.4×0.6×SW。

梁内力组合2.4.1框架框架梁

因为各层梁截面均相同，而顶层荷载较标准层大，故只取首层、顶层的边跨梁和中间梁组合。框架梁内力组合见表2.4.2

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）截面内力 ①活荷载 ②-31.33-7.25-247.15.66-7.25-247.-61.35-27.96-132.19.50-27.96-132.19-16.73-12.11-15.9337.77-12.11-15.931.500.69-517.10-3.000.69-517.106.032.58-272.78-5.572.58-272.782.450.-29.04-0.720.-29.04左风荷载 ③32.1412.8218.28-50.9512.8218.2819.756.468.45-9.326.468.4513.494.432.13-6.454.432.1356.1615.24-2.27-42.5715.23-2.2827.7013.71-0.70-33.9813.71-0.7012.686.740.04-20.456.750.04左地震荷载④-32.14-12.82-18.2850.95-12.82-18.28-19.75-6.46-8.459.32-6.46-8.45-13.49-4.43-2.136.46-4.43-2.13-56.16-15.242.2742.57-15.232.28-27.70-13.710.7033.98-13.710.70-12.68-6.74-0.0420.45-6.75-0.04-2.48-125.47-2.48.32-2.04-60.26-2.042.48125.472.48-98.322.0460.262.04-4.24153.354.24-153.35-4.24-276.534.24276.53-81.0382.2241.47-82.2241.4765.46-14.33-28.05-14.33176.8081.03-82.22-41.4782.22-41.47-65.4614.3328.0514.33-176.80-81.03-253.8881.03253.88⑤191.03⑥-191.03右地震荷载1.2恒+1.4活1.2×①+1.4×②-86.58-20.04-948.9743.28-20.04-948.97-126.03-62.78-606.63156.53-62.78-606.63-191.00-75.33-258.94148.00-75.33-259.044.692.17-1785.10-9.402.17-1785.1814.244.98-1157.75-8.1.98393.978.546.44-535.48-23.146.44-535.481.2×①+1.4×③或④→2.288.06-576.33-49.978.06-576.33-12.49-14.60-409.7353.18-14.60-409.73-148.69-52.18-233.6686.09-52.18-233.7581.2222.54########-.7922.52########44.5820.56-776.84-47.9320.56774.8822.8614.98-494.76-50.7614.99-494.76←-87.72-27.84-627.5192.69-27.84-627.51-67.79-32.68-433.3979.28-32.68-433.39-186.47-.58-239.62104.17-.58-239.72-76.03-20.14-1057.9854.40-20.12-1058.05-32.98-17.83-774.8847.21-17.83776.84-12.-3.-494.886.50-3.91-494.881.2恒+0.9×1.4（活+风）1.2×①+0.9×1.4×（②+③或④）→←-41.70-122.69-2.87-1.23-23.11-2.87-1.23-92.56-50.73-577.47135.75-50.73-577.47-171.66-68.06-254.03134.59-68.06-254.1275.2421.27-1715.57-62.6121.26-1715.68.3021.-1120.44-50.1921.431.2824.1814.84-531.36-48.8014.86-531.36-35.18-937.29105.29-35.18-937.29-142.33-67.01-598.77159.24-67.01-598.77-205.66-79.22-259.40150.85-79.22-259.49-66.28-17.13-1709.8544.66-17.12-1709.92-21.51-12.66-1118.6835.44-12.633.04-7.78-2.14-531.462.73-2.15-531.461.35恒+0.7×1.4活+0.6×1.4风1.35×①+0.7×1.4×②+0.6×1.4×③或④→←-51.77-105.76-7.46-904.74-3.42-7.46-904.74-88.69-48.57-596.70129.-48.57-596.70-193.59-73.82-280.04138.61-73.82-280.1551.5614.83-1702.47-44.5414.82-1702.5735.7015.58-1140.75-34.4115.58604.9318.8012.53-585.10-42.7812.53-585.10-29.00-935.4582.17-29.00-935.45-121.87-59.42-610.90145.55-59.42-610.90-216.25-81.27-283.62149.46-81.27-283.73-42.79-10.78-1698.6626.97-10.77-1698.74-10.84-7.45-1139.5822.68-7.45606.11-2.501.20-585.17-8.421.19-585.171.2*(恒+0.5*活)+1.3S震1.2*（①+0.5×②）+1.3×⑤或⑥→←186.82-309.86-14.24-855.99-299.29-14.24-855.9929.94-40.42-446.96-1.96-40.42-446.96-92.52-65.65-2.8381.32-65.65-2.92233.331.61-1376.93-366.491.61-1377.02208.772.92-942.75-166.812.92608.97134.405.93-514.90-100.905.93-514.90-14.24-5.32360.80-14.24-5.32-183.84-40.42-554.79211.81-40.42-554.79-262.72-65.65-227.57154.25-65.65-227.67-226.351.61-1365.91352.491.61-1365.99-1.942.92-936.30159.412.92615.42-121.235.93-509.5955.785.93-509.595-1上M/kN⋅m-35.60V/kN-8.24N/kN-501.60M/kN⋅m17.80-309.86-14.24-5.32360.80-14.24-5.32-183.84-40.42-554.79211.81-40.42-554.79-262.72-65.65-227.57154.25-65.65-227.67233.331.61-1365.91-366.491.61-1377.02208.772.92-936.30-166.812.92608.97134.405.93-514.90-100.905.93-514.90-86.58-20.04-948.9743.28-20.04-948.97-948.97-62.78-606.63156.53-62.78-606.63-216.25-81.27-283.62149.46-81.27-283.734.692.17-1785.10-9.402.17-1785.1814.244.98-1157.7547.21-17.83776.84-2.501.20-585.17-8.421.19-585.17下上V/kN-8.24N/kN-501.60M/kN⋅m-33.45V/kN-19.70N/kN-351.30M/kN⋅m9-5下V/kN55.19-19.70N/kN-351.30M/kN⋅m-139.65上V/kNN/kN-48.65-197.2079.27M/kN⋅m下13-9上V/kN-48.65N/kN-197.28M/kN⋅m2.16V/kN1.00N/kN下M/kN⋅mV/kN-884.30-4.331.00-884.37M/kN⋅m4.83上N/kN6-2下上V/kN1.14N/kN-6.55M/kN⋅m-0.30V/kN1.14N/kN6.55M/kN⋅m4.26V/kN4.62N/kN-412.35-18.444.62-412.35M/kN⋅m下弯矩以使柱顺时针转为正，轴力以拉力为负、压力为正，剪力以使柱顺时针转为正、逆时针转为负34

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

面内力恒荷载 ①-90.8111.4555.58-128.8311.45-65.08123.25-112.7328.9559.21-121.6928.95-61.45115.86-139.66-53.4692.67-224.31-53.46-113.80223.23-119.6611.3160.33-119.6611.31-60.33113.40-117.1225.4660.33-117.1225.46-60.33115.95-205.87-59.93100.23 187.31-59.93 96.09187.31活荷载 ②-95.8320.7155.69-130.2520.71-.30126.95 -99.1-15.8556.26-128.99-15.85-63.73125.94-16.73-12.527.80-14.32-12.52-7.2014.51-121.2018.8360.00-121.2018.8360.00118.78-120.95-13.9260.00-120.95-13.9260.00119.04-13.6 -12.61 6.8413.82 -12.61 6.8413.8233.03-7.82-8.26-33.05-7.82-8.2622.35-9.36-5.57-22.27-9.36-5.57 9.-10.73-2.73-1.33-10.73-2.73-33.037.828.2633.057.828.26-22.359.365.5722.279.365.57-9.10.732.731.3310.732.73151.1437.80151.1437.80106.8126.70106.8126.7049.1612.2949.1612.29-151.1413.49-17.48-3.03-10.8-17.48-3.03-13.4917.483.0310.817.483.0365.4614.3349.1614.33-65.46-14.33-49.16-14.3326.2-16.32-6.31-24.31-16.32-6.31-26.216.326.3124.3116.326.31110.2727.14106.8127.14-110.27-27.14-106.81-27.14 ③41.46-9.35-9.83-37.24-9.35-9.83右风荷载④-41.469.359.8337.249.359.83左地震荷载⑤191.0339.56151.1439.56右地震荷载⑥-191.03-39.56-151.14-39.561.2恒+1.4活1.2×①+1.4×②-243.1342.73144.66-336.9542.73-168.12325.63#VALUE!12.55149.82-326.6112.55-162.96315.35-191.01-81.68122.12-2.22-81.68-146.288.19-313.2739.93156.40-313.2739.9311.60302.37-309.8711.06156.40-309.8711.0611.60305.80-266.08#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!244.121.2×①+1.4×③或④→-50.930.6552.93-206.730.65-91.86147.90-98.6011.62.22-180.0611.-82.57139.03-148.71-88.62106.96-284.29-88.62-140.80267.88-97.352.6260.83-1.862.62-83.96136.08-109.2517.45.60-171.7217.45-80.19139.14#VALUE!-86.94116.45#VALUE!-86.94#VALUE!224.77←-167.0226.8380.46-102.4626.83-.33147.90-171.9657.5979.-111.9957.59-.91139.03-186.48-39.68115.45-254.05-39.68-132.32267.88-1.8324.5283.96-97.3224.52-60.83136.08-171.8343.6680.19-109.3743.66-.60139.14-260.54-56.124.10#VALUE!-56.#VALUE!224.771.2恒+0.9×1.4（活+风）1.2×①+0.9×1.4×（②+③或④）→-177.4828.05124.48-365.6328.05-171.50307.86#VALUE!-5.79133.99-339.19-5.79-161.99297.72-171.67-101.95117.21-300.82-101.95-149.45286.16-254.6927.44137.59-337.9527.44-7.20285.74-2.781.22140.98-321.001.22-3.812.13#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!242.19←-281.9651.62149.25-271.7951.62-146.73307.86#VALUE!35.33149.-277.9235.33-146.09297.72-205.67-57.90124.85-273.61-57.90-141.81286.16-337.9247.15158.40-254.67.1513.61285.74-321.1024.81155.01-2.8824.8110.222.13-276.33#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!242.191.35恒+0.7×1.4活+0.6×1.4风1.35×①+0.7×1.4×②+0.6×1.4×③或④→←-181.68-251.3327.90121.35-332.8527.90-159.13290.80#VALUE!9.84129.77-311.119.84-150.71279.83-193.60-99.12130.20-325.92-99.12-163.23315.58-252.5727.15133.31-308.0827.15-29.58269.49-257.8712.87135.57-295.3512.87-27.32273.19#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!266.4143.61137.87-270.2843.61-142.61290.80#VALUE!37.26140.37-270.2737.26-140.11279.83-216.27-69.76135.29-307.78-69.76-158.14315.58-308.00.29147.18-252.50.29-15.71269.49-295.4228.59144.92-257.9428.59-17.97273.19-299.35#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!266.411.2*(恒+0.5*活)+1.3S震1.2*（①+0.5×②）+1.3×⑤或⑥→←81.87-414.8126.17151.54-36.2626.17-65.25224.07#VALUE!25.23140.09-84.5725.23-76.70214.60-92.53-71.66134.51-213.86-71.66-122.25276.58-19.8324.87157.54-19.8324.8712.74207.35-74.2622.20143.11-74.2622.20-1.69210.56-191.30#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!233.0626.1748.68-429.2326.17-168.10224.07#VALUE!25.2369.53-362.2825.23-147.26214.60-262.73-71.6697.26-341.67-71.66-159.51276.58-412.7924.87108.40-412.7924.87-85.54207.35-351.9722.2073.69-351.9722.20-71.11210.56-319.11#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!233.06A1B1A1B1B1A1跨中M/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅mM/kN⋅m-414.8126.1748.68-429.2326.17-168.10325.63-338.0925.2369.53-362.2825.23-147.26315.35-262.73-71.6697.26-341.67-71.66-159.51315.58-412.7924.87108.40-412.7924.87-85.54302.37-351.9722.2073.69-351.9722.20-71.11305.80-319.11-79.48108.40296.97-79.48103.44266.41-281.9651.62149.25-365.6328.05-171.50A2B2A2B2跨中N/kNV/kNM/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅m-293.1535.33149.-326.6112.55-162.96-216.27-69.76135.51-325.92-99.12-163.23-337.9247.15158.40-412.7924.87-85.54-309.8711.06156.40-171.7217.45-80.19-299.35-84.25144.31267.97-84.25138.72B2A2M/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅mN/kNV/kN跨中A3B3M/kN⋅mM/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅m-151.14-37.80-106.81-26.70-106.81-26.70-49.16-12.29-49.16-12.29N/kNA3B3B3A3V/kN跨中M/kN⋅mM/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅mN/kNV/kNM/kN⋅mB1C1跨中BCCB跨中BC35

BCCB文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

柱内力组合2.4.2框架框架柱

因为各层柱子的截面相同，故只取首层、中间标准层的边柱和中柱进行内力组合。框架柱的内力组合见表2.4.1

对表2.4.1的注释：弯矩M以柱外侧受拉为正，内侧受拉为负；剪力V以使柱顺时针转为正，逆时针为负；轴力N以压力为正，拉力为负。

对表2.4.2的注释：弯矩M以梁上部受拉为正，下部受拉为负；剪力V以使梁顺时针转为正，逆时针转为负；轴力N以压力为正，拉力为负。

2.5结构、构件截面验算2.5.1框架柱截面验算

框架柱的验算包括强度、整体稳定和局部稳定验算。计算时不考虑抗震设防要求，按照《钢结构设计规范》GB50017计算。2.5.1柱5−1(1)

截面特性

柱5−1的截面为焊接工字截面，其截面特性400×400×18×28截面特征值为：AS=285.92cm2Ix=93000cm4ix=17.7cmIy=31000cm4

iy=10.2cm

Wx=1530cm3

Wx=4490cm3

此压弯构件受压翼缘自由外伸宽度b1与其厚度t之比（b，1/t）即b1/t=

0.5×(400−18)235235=6.82<13=13=13,所以查表得γx=1.05。

28fy235(2)控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制

⎧Mu=−309.86kN⋅m,Md=360.86kN⋅m⎧Mu=−86.58kN⋅m,Md=43.28kN⋅m⎪⎪N=−5.32kN,N=−5.32kN⎨u⎨Nu=−948.97kN,Nd=−948.97kNd⎪V=−14.24kN,V=−14.24kN⎪V=−20.04kN,V=−20.04kN⎩ud⎩ud36

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

(3)强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

NdMd5.32×103360.86×106

+=+=99.11Nmm223

AnγxWx285.92×101.05×4490×10满足要求。对第二组内力：

NdMd948.97×10386.58×10622

满足+=+=51.55NmmAnγxWx285.92×101.05×4490×10要求。(4)

弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按有侧移框架柱计算。由于横梁A1B1的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。

梁A1B1的截面为HN600×200×11×17其惯性矩为Ix=737490cm4。

K1=∑Iblbc∑Ilc=

737490800

=2.63，

93000450+930008

K2=10,

由《钢结构设计规范》附表3-1得则λx=

µx=0.61,

lox0.61×8==16.6<120235fy=120235235=120,ix23.66

由

b=400/400=1.00>0.8，查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类h截面，查得ϕx=0.980，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102

N===191585.3kN，22

1.1λx1.1×16.6

Ex对于第一组内力：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

NdβmxMd5.32×1031.0×309.86×106

+=+

5.32ϕxAγW(1−0.8Nd)0.980×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

191585.3NEx=88.93Nmm2NdβmxMd5.32×1031.0×360.8×106

+=+

ϕxAγW(1−0.8Nd)0.980×285.92×1021.05×4490×103×(1−0.8×5.32)xx'

191585.3NEx=99.77Nmm2弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN400×200×8×13其惯性矩为Ix=22775cm4与柱刚接。柱脚在纵向也取刚接。K1=

∑I∑Ibcylb2×22775750==0.52，K2=10,由《钢lc310008+31000450

结构设计规范》附表3-1

µy=0.683,则λy=

0.683×8

=43.39<120235fy=120235235=120,

10.2

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得

ϕy=0.882，

43.392235

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=1.03>1，取ϕb=1.0

4400023544000235框架为有侧移纯框架，βtx=1.0。截面影响系数η=1.0。对于第一组内力：

λy2fyNdβtxMd5.32×1031.0×360.80×1062

+η=+1.0×=105.94NmmϕyAϕbWx0.882×285.92×1021.0×4490×103NdβtxMd948.97×1031.0×43.28×1062

+η=+1.0×=47.27NmmϕyAϕbWx0.882×285.92×1021.0×4490×10338

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

满足要求。(6)1)

局部稳定翼缘板的宽厚比

b1191235==6.82<13=13,满足要求。t282352)

腹板的高厚比

对于第一组内力：

σmaxσmin

NdMdy15.32×103360.8×106×1862

=+=+=94.73NmmAIx285.92×10293000×104NdMdy15.32×103360.8×106×186=−=−=−49.59Nmm2

AIx285.92×1093000×10

应力梯度：α0=（σmax−σmin)/σmax=⎡⎣94.73−(−49.59)⎤⎦)/94.73=1.52<1.6腹板的允许高厚比：

⎡h0⎤235235=(16α+0.5λ+25)=(16×1.52+0.5×16.6+25)=57.68⎢⎥0xfy235⎣tw⎦高厚比

h0372

==20.67<57.68，满足要求。tw18

对于第二组内力：

σmaxσmin

NdMdy1948.97×10343.28×106×186=+=+=41.85Nmm2

AIx285.92×1093000×10NdMdy1948.97×10343.28×106×1862=−=−=24.53NmmAIx285.92×10293000×104

应力梯度：α0=（σmax−σmin)/σmax=(41.85−24.53)/41.85=0.41<1.6板的允许高厚比：

⎡h0⎤235235=(16α+0.5λ+25)=(16×0.41+0.5×16.6+25)=39.9⎢⎥0xfy235⎣tw⎦高厚比

h0372

==20.67<39.9，满足要求。因柱均采用同一截面形式，其它柱段tw18

的局稳可不用再计算。2.5.1.2

柱9-5

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

(1)截面特性

与柱5−1相同，其截面特性400×400×18×28，截面特征值为：AS=285.92cmIx=93000cm4ix=17.7cm

Wx=4490cm3Iy=31000cm4

iy=10.2cm

Wx=1530cm3

此压弯构件受压翼缘自由外伸宽度b1与其厚度t之比（b，1/t）即b1/t=

0.5×(400−18)235235=6.82<13=13=13,所以查表得γx=1.05。

28fy235(2)控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制⎧Mu=−183.84kN⋅m,Md=211.81kN⋅m⎪

⎨Nu=−554.79kN,Nd=−554.79kN⎪V=−40.42kN,V=−40.42kN⎩ud(3)强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

⎧Mu=−948.97kN⋅m,Md=156.53kN⋅m⎪

⎨Nu=−606.63kN,Nd=−606.63kN⎪V=−62.78kN,V=−62.78kN⎩udNdMd554.79×103211.81×106

+=+=.33Nmm2对第二组内力：

NuMu554.79×103948.97×106

+=+=220.1Nmm2≈f=215Nmm2,工程23AnγxWx285.92×101.05×4490×10上误差在5%范围内可认为满足要求。(4)

弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按无侧移框架柱计算。由于横梁A2B2的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。

梁A2B2的截面为HN600×200×11×17其惯性矩为Ix=737490cm4

I∑=∑Ibclb1.==0.43，K2=K1=0.43由《钢结构设计规范》附表3-1得lc4.39

lox0.691×450==17.6<120235fy=120235235=120,ix17.7

µx=0.691λx=

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

由

b=400/400=1.00>0.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得ϕx=0.977，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102

N===170432.74kN，22

1.1λx1.1×17.6

Ex对于第一组内力：

NdβmxMd554.79×1031.0×211.81×106

+=+

554.79ϕxAγW(1−0.8Nd)0.977×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx170432.74=.91Nmm2对于第二组内力：

NuβmxMu606.63×1031.0×948.97×106

+=+

554.79ϕxAγW(1−0.8Nd)0.977×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx170432.74=223.5Nmm2≈f=215Nmm2,

工程上满足误差在5%范围内认为可以满足要求。(5)

弯矩作用平面外稳定验算

由《钢结构设计规范》附表3-1，柱平面外长细比计算：

µy=0.683,则λy=

0.683×450

=30.13<120235fy=120235235=120,

10.2

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得ϕy=0.935，

λy2fy30.132235β=1.0

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=0.985,框架为有侧移纯框架，tx4400023544000235截面影响系数η=1.0。

对于第一组内力：

NdβtxMd554.79×1031.0×211.81×1062

+η=+1.0×=68.NmmϕyAϕbWx0.935×285.92×1020.985×4490×103对于第二组内力：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

NuβtxMu606.63×1031.0×156.53×106

+η=+1.0×=58.1Nmm2

ϕyAϕbWx0.935×285.92×100.985×4490×10

(6)1)

局部稳定翼缘板的宽厚比

b1191235==6.82<13=13,满足要求。t282352)

腹板的高厚比

对于第一组内力：

σmaxσmin

NdMdy1554.79×103211.81×106×1862

=+=+=61.77NmmAIx285.92×10293000×104NdMdy1554.79×103211.81×106×1862=−=−=−22.96NmmAIx285.92×10293000×104

应力梯度：α0=（σmax−σmin)/σmax=⎡⎣61.77−(−22.96)⎤⎦)/61.77=1.37<1.6腹板的允许高厚比：

⎡h0⎤235235=(16α+0.5λ+25)=(16×1.37+0.5×17.6+25)=55.75⎢⎥0xfy235⎣tw⎦高厚比

h0372

==20.67<55.75，满足要求。tw18

对于第二组内力：

σmaxσmin

NdMdy1606.63×103156.53×106×186=+=+=52.52Nmm2

AIx285.92×1093000×10NdMdy1606.63×103156.53×106×186=−=−=−10.1Nmm2

AIx285.92×1093000×10

应力梯度：α0=（σmax−σmin)/σmax=(52.5+10.1)/52.5=1.19<1.6板的允许高厚比：

⎡h0⎤235235=(16×1.19+0.5×17.6+25)=52.84⎢⎥=(16α0+0.5λx+25)fy235⎣tw⎦高厚比

h0372

==20.67<52.84，满足要求。因柱均采用同一截面形式，其它柱tw18

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

段的局稳可不用再计算。2.5.1.3(1)(2)

柱13-9

与柱5-1相同。

截面特性控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制⎧Mu=−262.72kN⋅m,Md=154.25kN⋅m⎪

⎨Nu=−227.57kN,Nd=−227.67kN⎪V=−65.65kN,V=−65.65kN⎩ud(3)

强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

⎧Mu=−216.25kN⋅m,Md=149.46kN⋅m⎪

⎨Nu=−283.62kN,Nd=−283.73kN⎪V=−81.27kN,V=−81.27kN⎩udNuMu227.67×103262.72×10622

+=+=63.69Nmm对第二组内力：

NuMu283.73×103216.25×10622

，+=+=55.79NmmAnγxWx285.92×101.05×4490×10满足要求。(4)

弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按有侧移框架柱计算。由于横梁A3B3的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。

梁A3B3的截面为HN600×200×11×17,其惯性矩为Ix=737490cm4。

I∑=∑Ibclb1.

附表µx=1.65，==0.43，K2=K1=0.43《钢结构设计规范》

lc4.39

λx=由

lox1.65×450==41.95<120235fy=120235235=120,ix17.7

b=400/400=1.00>0.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得ϕx=0.1，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102

N===29999.53kN，22

1.1λx1.1×41.95

Ex对于第一组内力：

NdβmxMd227.67×1031.0×154.25×106

+=+

227.67ϕxAγW(1−0.8Nd)0.1×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx29999.53=41.85Nmm2对于第二组内力：

NuβmxMu283.73×1031.0×216.25×106

+=+2

N283.73ϕxAγW(1−0.8d)0.1×285.92×101.05×4490×103×（1-0.8×）xx'NEx29999.53=57.36Nmm2(5)

弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN400×200×8×13其惯性矩为Ix=22775cm4与柱刚接。

I∑=

∑Ibcylb2×22775750==0.882，K2=0.882由《钢结构设计规范附表3-1lc31000?/450

得，

µy=1.53,则λy=

1.53×450

=67.5<120235fy=120235235=120,

10.2

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得

ϕy=0.766

，

67.52235

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=0.966,框架为有侧移纯框架，

4400023544000235

λy2fyβtx=1.0。截面影响系数η=1.0。

对于第一组内力：

NuβtxMu227.57×1031.0×262.72×1062

+η=+1.0×=70.96NmmϕyAϕbWx0.766×285.92×1020.966×4490×103对于第二组内力：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

NuβtxMu283.62×1031.0×216.25×106

+η=+1.0×=62.81Nmm2

ϕyAϕbWx0.766×285.92×100.966×4490×10

2.5.1.4(1)(2)

柱6-2

截面特性与柱5-1相同。控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制

⎧Mu=−233.33kN⋅m,Md=−366.49kN⋅m⎧Mu=4.69kN⋅m,Md=−9.40kN⋅m⎪⎪⎨Nu=−1365.91kN,Nd=−1377.02kN⎨Nu=−1785.10kN,Nd=−1785.18kN⎪V=1.61kN,V=1.61kN⎪V=2.17kN,V=2.17kN⎩ud⎩ud(3)强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

NdMd1377.02×103366.49×106+=+=125.90Nmm2对第二组内力：

NuMu1785.18×1039.40×106

+=+=.43Nmm2弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按有侧移框架柱计算。由于横梁A1B1,B1C1的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。

梁B1C1的截面为HN600×200×11×17,其惯性矩为Ix=737490cm4

K1=

∑I∑Ibclb2×73749/800==1.28，K2=10,由《钢结构设计规范》附表lc93000/8

lox1.12×8

==41<120235fy=120235235=120,ix17.7

µx=1.12,则λx=

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

由

b=400/400=1.00>0.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得ϕx=0.5，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102

N===31405.86kN，22

1.1λx1.1×41

Ex对于第一组内力：

NdβmxMd1377.02×1031.0×366.49×106

+=+

1377.02ϕxAγW(1−0.8Nd)0.5×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx31405.86=134.37Nmm2对于第二组内力：

NuβmxMu1785.18×1031.0×9.40×106

+=+

ϕxAγW(1−0.8Nd)0.5×285.92×1021.05×4490×103×(1−0.8×1785.18)xx'

NEx31405.86=71.85Nmm2(5)

弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN400×200×8×13其惯性矩为Ix=22775cm4与柱刚接。柱脚在纵向也取刚接。

I∑=

∑Ibcylb2×22775750==0.423，K2=10,由《钢结构设计规范》附表3-1，lc93000/8

1.34×8

=85.13<120235fy=120235235=120,

10.2

得µy=1.34,则λy=

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得

λy2

fyϕy=0.654

，

85.132235β=1.0

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=0.905,框架为有侧移纯框架，tx4400023544000235

截面影响系数η=1.0。

对于第一组内力：

NdβtxMd1377.02×1031.0×366.49×106

+η=+1.0×=163.83Nmm2

ϕyAϕbWx0.654×285.92×100.905×4490×10

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

对于第二组内力：

NuβtxMu1785.18×1031.0×9.04×106

+η=+1.0×=97.69Nmm2

ϕyAϕbWx0.654×285.92×100.905×4490×10

2.5.1.5(1)(2)

柱10-6

截面特性与柱5-1相同。控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制⎧Mu=208.77kN⋅m,Md=−166.81kN⋅m⎪

⎨Nu=−936.30kN,Nd=608.97kN⎪V=2.92kN,V=2.92kN⎩ud⎧Mu=14.24kN⋅m,Md=47.21kN⋅m⎪

⎨Nu=−1157.75kN,Nd=776.84kN⎪V=4.98kN,V=−17.83kN⎩ud(3)强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

NdMd936.30×103208.77×106

+=+=77.03Nmm2对第二组内力：

NuMu1157.75×10314.24×106

+=+=43.51Nmm2弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按有侧移框架柱计算。由于横梁

B2C2,B1C1的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚

接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。

梁B1C1,B2C2的截面均为HN600×200×11×17,其惯性矩为Ix=737490cm4

I∑=∑Ibclb2×73749/800==0.，K2=lc93000/450

∑I∑Ibclb=0.2由《钢结构设计规范》lc附表µx=1.53,则λx=

lox1.53×450==38.9<120235fy=120235235=120,ix17.7

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

由

b=400/400=1.00>0.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得ϕx=0.903，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102

N===34888.25kN，22

1.1λx1.1×38.9

Ex对于第一组内力：

NdβmxMd936.30×1031.0×208.77×106

+=+

936.30ϕxAγW(1−0.8Nd)0.903×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx34888.25=81.84Nmm2对于第二组内力：

NuβmxMu1157.75×1031.0×14.24×106

+=+

ϕxAγW(1−0.8Nd)0.903×285.92×1021.05×4490×103×(1−0.8×1157.75)xx'

NEx34888.25=47.95Nmm2(5)

弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN400×200×8×13其惯性矩为Ix=22775cm4与柱刚接。柱脚在纵向也取刚接。

K1结

I∑=

∑I构

bcylb2×22775750==0.29，K2=lc93000/450设

计

规

范

∑I∑Ibcylb2×22775/750

《钢==0.42由

lc93000/8附

表

3-1

，

得

》

µy=1.76,则λy=

1.76×450

=77.65<120235fy=120235235=120,

10.2

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得ϕy=0.508，

77.652235β=1.0

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=0.933,框架为有侧移纯框架，tx4400023544000235

λy2fy截面影响系数η=1.0。

对于第一组内力：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

NdβtxMd936.30×1031.0×208.77×106

+η=+1.0×=114.3Nmm2

ϕyAϕbWx0.508×285.92×100.933×4490×10

对于第二组内力：

NdβtxMd1157.75×1031.0×14.24×106

+η=+1.0×=83.11Nmm2

ϕyAϕbWx0.508×285.92×100.933×4490×10截面特性与柱A1A0相同。控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制

⎧Mu=134.40kN⋅m,Md=−100.90kN⋅m⎪

⎨Nu=−514.90kN,Nd=−514.90kN⎪V=5.93kN,V=5.93kN⎩ud(3)

强度验算

⎧Mu=−2.50kN⋅m,Md=−8.42kN⋅m⎪

⎨Nu=−585.17kN,Nd=−585.17kN⎪V=1.20kN,V=1.19kN⎩ud截面无削弱，对第一组内力：

NuMu514.90×103134.40×10622

+=+=46.52Nmm，满足要求。对第二组内力：

NuMu585.17×1038.42×10622

+=+=22.25Nmm，满足要求。(4)

弯矩作用平面内的稳定验算

根据《钢结构设计规范》GB50017，按有侧移框架柱计算。由于横梁A3B3,B3C3的轴力很小，在计算柱长度系数时不考虑其影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计。梁

A3B3的截面为HN600×200×11×17,其惯性矩为Ix=73749cm4。

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

K1=

∑I∑Ibclb2×73749800==0.2lc93000450，K2=0.2,《钢结构设计规范》附表3-1，则λx=

µx=1.53,

lox1.53×450

==38.9<120235fy=120235235=120,ix17.7

b=400/400=1.00>0.8,由h查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，查得ϕx=0.903，框架为有侧移纯框架，βmx=1.0。

π2EA3.142×2.06×105×285.92×102N===34888.25kN22

1.1λx1.1×38.9，

Ex对于第一组内力：

NdβmxMd514.90×1031.0×5.93×106

+=+

514.90ϕxAγW(1−0.8Nd)0.903×285.92×1021.05×4490×103×（1-0.8×）xx'

NEx34888.25=21.22Nmm2对于第二组内力：

NuβmxMu585.17×1031.0×8.42×106

+=+

ϕxAγW(1−0.8Nd)0.903×285.92×1021.05×4490×103×(1−0.8×585.17)xx'

NEx34888.25=24.47Nmm2(5)

弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN400×200×8×13,其惯性矩为Ix=22775cm4与柱刚接。

K1=

∑I∑Ibcylb2×22775750==0.882lc31000450

，K2=0.882,

由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得

ϕy=0.766

，

µy=1.53,则λy=

λy2

1.53×450

=67.5<120235fy=120235235=120,

10.2

67.52235

ϕb=1.07−⋅=1.07−×=0.966,

4400023544000235框架为有侧移纯框架，

fyβtx=1.0。截面影响系数η=1.0。对于第一组内力：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

NuβtxMu514.90×1031.0×5.93×106

+η=+1.0×=24.88Nmm2

ϕyAϕbWx0.766×285.92×100.966×4490×10

对于第二组内力：

NuβtxMu585.17×1031.0×8.42×106

+η=+1.0×=28.66Nmm2

ϕyAϕbWx0.766×285.92×100.966×4490×102.5.2框架横梁验算

采用组合楼板时，框架梁与楼板有可靠连接，能阻止梁上翼缘的侧向失稳可不进行整体稳定性验算；在支座负弯矩处，受压下翼缘处设侧向支撑。另外，本工程抗震设防烈度为7度，热轧H型钢梁的一般局部稳定能够得到保证，不必进行验算。因此框架梁只需进行强度和挠度验算。另外，主梁一般不考虑组合效应，按钢梁计算。2.5.2.1(1)

梁A1B1

截面特性

梁A1B1截面为HN600×200×11×17，其截面特性为：AS=131.71cm2

Ix=73749cmix=23.66cmWx=2458cmIy=2273cmiy=4.151cm(2)

控制内力

434

Wy=227.3cm

由内力组合表，强度验算由以下组合控制,最不利内力组合为一层梁中支座处内力：

⎧M=−429.23kN⋅m⎪

⎨N=26.17kN⎪V=−168.10kN⎩(3)

强度验算

截面无削弱，按压弯构件验算正应力。另外，在次梁与主梁的连接处主梁腹板设置加劲肋，不必验算局部压应力。

梁翼缘承受的正应力验算第一组内力：

⎧M=−365.63kN⋅m⎪

⎨N=28.05kN⎪V=−171.50kN⎩

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NM26.17×103429.23×106

+=+=168.3Nmm223

AnγxWx131.71×101.05×2458×10

第二组内力：

NM171.50×103365.63×106

+=+=154.69Nmm223

AnγxWx131.71×101.05×2458×10满足要求。

梁腹板承受的剪力

Sx=bftfh−tf2

(h−2tf)2

600−17(600−2×17)2

tw=200×17×+×11=14315.5mm3

第一组内力：

VSx168.10×103×14315.522

满足要求。τ===29.66NmmIxtw73749×10×11

第二组内力：

VSx171.50×103×14315.5τ===30.26N/mm2Ixtw73749×10×11(4)

挠度验算（荷载的标准组合）

梁的最大挠度包括两部分，一部分由恒载产生，另一部分由活载产生，将两部分叠加即为总挠度。

图2.5.1梁

A1B1恒载挠度计算简图

从上图可得由集中恒载产生的挠度，用结构力学中的图乘法计算，均布恒载产生的挠度可用公式求得。

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1⎡1⎤

×149.19×2×4−×(90.81+149.19)⎢2⎥11611

υ集=∫MpMds=×⎢⎥=3.31mm1EI2.06×73749⎢1

+×149.19×2×4−×(128.83+149.19)⎥⎢⎥⎣26⎦5ql45×1.034×84

υ===0.363mm384EI384×2.06×73749

υG=υ1mm集+υq=3.31+0.363=3.67mm<[vt]=l/400=20

2q框架梁在荷载标准组合下的最大弹性挠度为，满足要求。活载作用下同样道理可验算：

υT=υG+υQ=3.67+1.75=5.42mm<[υT]=l/400=20mm，满足要求。(5)

局部稳定性验算：

翼缘：

b(200−11)/2==5.56<13,满足要求。t17

h0600−17==53<80，满足要求，不需设置加劲肋。tw11

腹板：

(6)节点抗震验算

对于抗震设防的钢框架验算节点是否满足墙柱弱梁的要求，即是满足下式要求：

∑WPC(fyc−

式中：

N)≥η∑WPbfybAcWPC，WPb柱和梁的塑性模量，N表示为柱轴向压力设计值，Ac表示柱截面面积，fyc，

fyb表示柱和梁的钢材屈服强度，

η表示强柱系数，

以底层中柱节点为例：

(h−2t)2(400−2×28)2

Wpc=bt(h−t)+tw=400×28×(400−28)+×18=46912mm3

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(h−2t)2(600−2×17)2

Wpb=bt(h−t)+tw=200×17×(600−17)+×11=2863179mm3

∑WPC(fyc−

满足要求。2.5.2.2

N1785.18)=2×46912×(235−)=2149KN•mAc285.92，

>η∑WPbfyb=1.0×2×2863179×235=1345KN•m梁A2B2,A3B3,B1C1,B2C2,B3C3

梁A2B2,A3B3,B1C1,B2C2,B3C3的截面与梁A1B1的截面尺寸相同，而梁

A1B1的强度、挠度均满足要求，所以梁A2B2,A3B3,B1C1,B2C2,B3C3的强度

和挠度不用验算。

2.5.3次梁验算

次梁与主梁加劲肋采用铰接连接，按简支梁计算。

2.5.3.1标准层次梁CL01验算

(1)次梁截面特性

次梁截面为HN400×200×8×13，其截面特性为：AS=83.37cmIx=22775cmix=16.53cm

Wx=1139cm3

Iy=1735cm4

iy=4.56cm

Wy=173.5cm3

(2)荷载标准值计算

计算简图如图2.5.3：

图2.5.3次梁(CL01)恒载计算简图

按次梁为简支梁计算

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

次梁所受荷载标准值为:活载qQ=4.0×4.0=16.0KN/m

恒载qg=25×0.10×4.0=10.0KN/m

次梁所受荷载设计值为:q=1.2qg+1.4qQ

=1.2×16.0+1.4×10.0=33.2KN/m

次梁所受最大弯矩M=ql2=×33.2×7.52=233.4KN•M8811

次梁所受剪力V=ql=×33.2×7.5=124.5KN22(3)

次梁CL01的控制内力（用荷载的基本组合）：跨中最大弯矩设计值：

GQMmax=1.2Mmax,k+1.4Mmax,k=233.4kN⋅mKN/m

支座A最大剪力设计值：

GQVmax=1.2Vmax,k+1.4Vmax,k=124.5kN(4)强度验算

翼缘承受的正应力验算

M233.4×106σ===195.16Nmm2γxWx1.05×1139×10腹板承受的剪应力验算

h−tf(h−2tf)2400−13(400−2×13)2

Sx=bftf+tw=200×13×+×8=2976mm3

2828

VSx124.5×103×2976τ===43.94Nmm2Ixtw22775×10×8(5)

挠度验算（荷载的标准组合）

图2.5.4挠度计算简图

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

由恒载活载引起的挠度,计算简图如图2.5.4（结构力学图乘法）：

υq1=

11212l5

MMds=×(2××ql×××l)p∫EI2.06×22775382321217.55

=×(2×××102×××7.5)2.06×2277538232=1.56mm由梁自重及楼板荷载引起的挠度：5ql45×10×7.54υq2===8.78mm384EI384×2.06×22775

恒载引起的总挠度：vG=vq1+vq2=1.56+8.78=10.34mm活载引起的挠度：

5ql45×16×7.54

υQ===14.05mm<⎡υQ⎤=l/350=21.43mm,⎣⎦384EI384×2.06×22775满足要求。恒、活引起的挠度：

vT=vG+vQ=10.34+21.43=31.77mm<[vT]=l/250=32mm满足要求。

其他次梁同样道理可以计算出均满足挠度限值要求。

2.6组合楼盖设计

本工程的楼、屋面均采用压型钢板组合楼板，它的设计和验算都应分施工阶段和使用阶段考虑，两阶段都应满足强度和刚度的要求。因为楼面与屋面的荷载相差较大，所以下面对楼板和屋面板分别进行设计和验算。

2.6.1楼板设计

组合楼板板跨为4.0m,为三跨连续板。组合楼板在钢梁上的支承长度为75mm。选用Q235钢的YX-75-230-690(Ⅱ)开口型槽口压型钢板，其构件特性为：

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

板厚t=0.8

mm,一个波距宽度内截面面积As=282.4mm2,截面惯性矩

Is=.31cm4/m,Ws=20.10cm3/m,形心到压型钢板板底的距离ht=31.92mm,压型钢板自重0.18kN/m2,强度设计值205N/mm2。压型钢板顶面上混凝土厚

hc=80mm，采用C20混凝土，

α1=1.0,fc=9.6N/mm2,ft=1.1N/mm2,Ec=25500N/mm2。钢筋采用I级钢

f=210N/mmyHPB235,。组合板总高为130mm。施工阶段活载1.5N/mm2,使用

阶段活载2.0N/mm2。组合楼板示意图如图2.6.1：

压型钢板上翼缘必须焊横向短钢筋来保证压型钢板与混凝土共同作用。圆柱头焊钉穿过压型钢板焊于钢梁上，对混凝土板和梁之间的叠合面抗剪起重要作用。在组合板中，圆柱头焊钉只作为压型钢板与混凝土叠合面之间抗剪能力储备，按构造取。本结构板跨为4.0m,选用M16焊钉。

2.6.1.1荷载内力计算

(1)

施工阶段

恒载包括：钢筋和混凝土自重、压型钢板自重。活载包括：施工荷载。恒载：

图2.6.1组合楼板图

gk=6.440kN/m2

g1=γggk=1.2×=7.73kN/m2qk=1.5kN/m2

q1=γqqk=1.4×1.5=2.1kN/m2

活载：

施工阶段内力按弹性计算：三跨连续板（不需考虑荷载不利布置）。以1m宽板条为计算单元：

跨中正弯矩

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

M1=0.08(g1+q1)l02=0.08×(4.3+2.1)×42=8.19kN⋅m支座负弯矩

M1−=0.1(g1+q1)l0=0.1×(4.3+2.1)×4=10.24kN⋅m支座剪力

V1=0.6(g1+q1)l0=0.6×(4.3+2.1)×4=15.36kN(2)

使用阶段

恒载包括：混凝土板自重、楼面做法、吊顶自重、压型钢板自重。恒载：

gk=3.84kN/m2

g2=γggk=1.2×3.84=4.61kN/m2qk=2kN/m2

q2=γqqk=1.4×2=2.8kN/m2

活载：

使用阶段内力按塑性计算：压型钢板顶面上混凝土厚hc=80mm<100mm。以1m宽板条为计算单元：

跨中正弯矩：按简支单向板计算

M2=(g2+q2)ln2=×(4.61+2.8)×3.852=13.73kN⋅m88

支座负弯矩：按固端板计算

(g2+q2)ln2=×(4.61+2.8)×3.852=9.15kN⋅m1212支座剪力

−M2=

V2=0.6(g2+q2)ln=0.6×(4.61+2.8)×3.85=17.12kN取计算单元宽度为波距：b=230mm时的内力：正截面跨中弯矩：M=13.73×230/1000=3.16kN⋅m支座负弯矩：支座剪力：

M=9.15×230/1000=2.10kN⋅mV=17.12×230/1000=3.94kN58

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

2.6.1.2压型钢板验算（施工阶段）

Is.31==27.99cm3ht3.19Is.31

==76.99cm3

hs−ht1.16

Ws1=Ws2=

抗弯验算

Mu=Ws1f=27.99×103×205=5.74kN⋅m，满足要求。挠度验算

41pkl01(3.58+1.5)×44×10124000ω==×=5.49mm<ω=min(,20)=20mm[]54

140EsIs1402.06×10×.31×10180

满足要求。

2.6.1.3组合板验算（使用阶段）

(1)

正截面抗弯验算

组合板的有效高度:h0=h−ht=75+80−31.92=123.08mm正截面抗弯验算

Asf=282.4×205×0.8=46.31kNα1fcbhc=1.0×9.6×0.8×230×80=141.31kN由于Asf<α1fcbhc,因此组合板的塑性中和轴在混凝土中：

Asf46.31

==26.22mm<0.55h0=0.55×123.08=67.69mmα1fcb1.0×9.6×0.8×230

取x=26.22mmx26.22

Mu=0.8α1fcbx(h0−)=0.8×1.0×0.8×9.6×26.22×230×(123.08−)=4.07kN⋅m22

>M=0.9kN⋅m满足要求。(2)

斜截面抗剪验算

Vu=0.7ftbh0=0.7×1.1×230×123.08=21.80kN>V=2.11kN，满足要求。

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

(3)支座负弯矩配筋计算

h0′=hc−as=80−25=55mm2.10×106

αs===0.31422

α1fcbh0′1.0×9.6×230×55

M1+1−2αs1+1−2×0.314γs===0.805

M2.1×10

As′===255.86mm2

γsfyh0′0.805×210×55选用6/8@125，As=314mm2>255.86mm2。

ρ=(4)

As314f=×100%=1.71%>ρmin=max(0.45t×100%,0.2%)=0.24%bhc230×80fy挠度验算(荷载的标准组合)

根据变形相等的原则，将混凝土材料转化为等效的钢材。

Es2.06×105

αE===8.08

Ec2.55×104

荷载标准组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合板截面中和轴到板顶的距离

x==

1b(−As+As2+2Ash0)b/αEαE1250(−256+2562+2××256×103.5)=33.93mm250/8.088.08组合截面惯性矩

1b3

x+Is+As(h0−x)2

3αE1250=××33.933+9.86×104+256×(103.5−33.93)2=1.74×106mm4

38.08

I0=

荷载准永久组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合截面中和轴到板顶的距离

x==

1b(−As+As2+2Ah)b/(2αE)2αEs01250(−256+2562+2××256×103.5)=44.27mm250/(2×8.08)2×8.0860

文天学院2012届本科生毕业设计（论文）

截面惯性矩

I0q=

1b3

x+Is+As(h0−x)2

32αE1250=××44.273+9.86×104+256×(103.5−44.27)2=1.44×106mm4

32×8.08荷载标准组合下挠度

1qkl41(3.38+2.0)×2.054×0.25×1012

ωk==×=0.47mm56

140EsI01402.06×10×1.74×10荷载准永久组合下的挠度

41qql1(3.38+0.4×2.0)×2.054×0.25×1012

ωq==×=0.44mm140EsI0q1402.06×105×1.44×106

容许挠度

[ω]=

(5)

ln2050

==5.69mm360360

自振频率验算

仅考虑恒载作用时组合板的挠度

gk′=3.38×1×

250

=0.845kN/m1000

1gk′ln10.845×2.054×1012

ω==×=0.36mm=0.036cm56

140EsI0q1402.06×10×1.44×10

自振频率

11==29.6Hz>15Hz0.178ω0.1780.036满足要求。

2.6.2屋面板设计

组合楼板板跨为4.0m,为三跨连续板。组合楼板在钢梁上的支承长度为75mm。选用Q235钢的YX-75-230-690(Ⅱ)开口型槽口压型钢板，其构件特性为：板厚t=0.8

mm,一个波距宽度内截面面积As=282.4mm2,截面惯性矩

Is=.31cm4/m,Ws=20.10cm3/m,形心到压型钢板板底的距离ht=31.92mm,压型钢板自重0.18kN/m2,强度设计值205N/mm2。压型钢板顶面上混凝土厚

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hc=80mm，采用C20混凝土，

α1=1.0,fc=9.6N/mm2,ft=1.1N/mm2,Ec=25500N/mm2。钢筋采用I级钢

f=210N/mmyHPB235,。组合板总高为130mm。施工阶段活载1.5N/mm2,使用

阶段活载2.0N/mm2。

2.6.2.1荷载和内力计算

(1)

施工阶段

恒载包括：钢筋和混凝土自重、压型钢板自重。活载包括：施工荷载。

gk=6.44kN/m2

恒载：

g1=γggk=1.2×6.44=7.73kN/m2qk=1.5kN/m2

q=γq=1.4×1.5=2.1kN/m1qk活载：

施工阶段内力按弹性计算：三跨连续板（不需考虑荷载不利布置）。以1m宽板条为计算单元：跨中正弯矩

M1=0.08(g1+q1)l02=0.08×(7.73+2.1)×42=12.58kN⋅m支座负弯矩

M1−=0.1(g1+q1)l0=0.1×(7.73+2.1)×42=15.73kN⋅m支座剪力

V1=0.6(g1+q1)l0=0.6×(7.73+2.1)×4=23.59kN(2)

使用阶段

恒载包括：混凝土板自重、楼面做法、吊顶自重、压型钢板自重。

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恒载：

gk=7.73kN/m2

g2=γggk=1.2×7.73=9.28kN/m2qk=2kN/m2

q2=γqqk=1.4×2=2.8kN/m2

活载：

使用阶段内力按塑性计算：压型钢板顶面上混凝土厚hc=80mm<100mm。以1m宽板条为计算单元：跨中正弯矩：按简支单向板计算

M2=(g2+q2)ln2=×(9.28+2.8)×3.852=22.37kN⋅m88支座负弯矩：按固端板计算

−

M2=

112

(g2+q2)ln=×(9.28+2.8)×3.852=14.92kN⋅m1212

支座剪力

V2=0.6(g2+q2)ln=0.6×(9.28+2.8)×3.85=27.90kN取计算单元宽度为波距：b=250mm时的内力：正截面跨中弯矩：M=22.37×230/1000=5.15kN⋅m支座负弯矩：支座剪力：

M=14.92×230/1000=3.43kN⋅mV=24.32×230/1000=5.59kN2.6.2.2压型钢板验算（施工阶段）

Ws1=Ws2

Is.31==27.99cm3ht3.19Is.31===76.99cm3

hs−ht1.16

抗弯验算

Mu=Ws1f=27.99×103×205=4.67kN⋅m，满足要求。挠度验算

1pkl01(9.28+2.8)×44×10124000ω==×=12mm<ω=min(,20)=20mm[]54

140EsIs1402.06×10×.31×10180

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满足要求。

2.6.2.3组合板验算（使用阶段）

(1)

正截面抗弯验算

组合板的有效高度:h0=h−ht=75+80−31.92=123.08mm正截面抗弯验算

Asf=282.4×205×0.8=46.31kNα1fcbhc=1.0×11.9×0.8×230×80=175.17kN由于Asf<α1fcbhc,因此组合板的塑性中和轴在混凝土中：

Asf46.31

==21.15mm<0.55h0=0.55×123.08=67.69mmα1fcb1.0×11.9×0.8×230

取x=21.15mmx21.15

Mu=0.8α1fcbx(h0−)=0.8×1.0×0.8×11.9×21.15×230×(123.08−)=4.17kN⋅m22

>M=3.43kN⋅m满足要求。(2)

斜截面抗剪验算

Vu=0.7ftbh0=0.7×1.27×230×123.08=25.17kN>V=5.59kN，满足要求。(3)支座负弯矩配筋计算

h0′=hc−as=80−25=55mm3.43×106

αs===0.41422

α1fcbh0′1.0×11.9×230×55

M1+1−2αs1+1−2×0.414γs===0.707

M3.43×10

As′===420mm2

γsfyh0′0.707×210×55选用

8/10@125，As=515mm>420mm。

ρ=

As515f=×100%=2.8%>ρmin=max(0.45t×100%,0.2%)=0.24%bhc230×80fy

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(4)挠度验算(荷载的标准组合)

根据变形相等的原则，将混凝土材料转化为等效的钢材。

Es2.06×105

αE===7.3

Ec2.8×10

荷载标准组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合板截面中和轴到板顶的距离

x==

1b(−As+As2+2Ash0)b/αEαE1230(−282.4+282.42+2××282.4×123.08)=38.98mm230/7.367.36组合截面惯性矩

1b3

x+Is+As(h0−x)2

3αE1230=××38.983+8.93×104+282.4×(123.08−38.98)2=2.73×106mm4

37.36

I0=

荷载准永久组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合截面中和轴到板顶的距离

x==

1b(−As+As2+2Ah)b/(2αE)2αEs01230(−282.4+282.42+2××282.4×123.08)=51.03mm230/(2×7.36)2×7.36截面惯性矩

I0q=

1b3

x+Is+As(h0−x)2

32αE1230=××51.033+9.31×104+282.4×(123.08−51.03)2=2.25×106mm4

32×7.36荷载标准组合下挠度

1qkl41(9.28+2.8)×3.854×0.25×1012

ωk==×=8.43mm56

140EsI01402.06×10×2.73×10荷载准永久组合下的挠度

41qql1(7.73+2.1)×3.854×0.25×1012

ωq==×=8.32mm140EsI0q1402.06×105×2.25×106

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容许挠度

ln3850==10.69mm360360

(5)自振频率验算

[ω]=

仅考虑恒载作用时组合板的挠度

gk′=9.28×1×

230

=2.13kN/m1000

1gk′ln12.13×3.854×1012

ω==×=1.87mm140EsI0q1402.06×105×2.25×106

自振频率

11==41.05Hz>15Hz0.178ω0.1780.0187满足要求。

2.7框架连接设计

框架连接设计包括主梁与柱、次梁与主梁的连接及柱脚设计。连接设计必须满足强度和刚度的要求，同时还需与计算简图一致。另外，还要尽量简化构造，方便施工。本设计中，主梁与柱为刚接方案，次梁与主梁为铰接连接，次梁通过主梁腹板加劲肋与主梁相连，为方便压型钢板铺设，次梁和主梁上表面齐平放置。框架的柱脚为双向刚接，本工程只有3层，又处于7度抗震设防区，侧向刚度要求不高，采用外露式平板柱脚。

2.7.1主梁与柱的连接设计

主梁与柱采用刚接方案，由于抗震设防烈度为7度，栓焊连接方式完全能满足要求，且加工、安装方便，因此采用这种方式。采用《高层民用钢结构技术规程》（JGJ99）推荐的“精确设计法”，即腹板要承担全部剪力和按惯性矩比例分配的弯矩。由于翼缘采用对接焊缝连接为等强设计，翼缘焊缝不必计算。在计算腹板承担的弯矩时惯性矩为扣除焊缝通过孔后的截面（梁上、下翼缘焊缝通过孔的尺寸取相同）。

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2.7.1.1主梁A1B1与柱栓焊连接设计

主梁A1B1与柱A0A1、柱B0B1的连接节点采用同一节点设计，因为主梁A1B1左右截面的控制内力相差不大，且右截面控制内力较大，选取梁右截面的控制内力。⎧M=−329.23kN⋅m⎪

⎨N=26.17kN⎪V=−168.10kN控制内力⎩(1)

计算指标

高强螺栓采用8.8级M20，连接为摩擦型，孔径d0=22mm,摩擦面做喷砂处理，摩擦面抗滑移系数µ=0.45,螺栓预拉应力为

P=150kN；

翼缘钢材：

t=17mm:f=215N/mm2,fV=125N/mm2,fy=235N/mm2,fu=375N/mm2;腹板钢材：

t=11mm:f=215N/mm2,fv=125N/mm2,fy=235N/mm2;

焊缝：焊条为E43系列，手工焊，

图2.7.1梁柱刚接计算图示

ww2

f=f=215N/mm,t对接焊缝：cw2f=160N/mm;f角焊缝：

(2)螺栓布置及计算1)按螺栓布置要求:螺栓至连接板端部b≥2d0=2×22=44mm,取55mm，螺栓孔的最小边距≥1.5d0=1.5×22=33mm67

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(20mm为安装缝隙），取35mm;h1=578mm;h2=h−35×2=530mm;螺栓间距a≥3d0=3×22=66mm,且a≤8d0=176mm2)判断是否需要双排螺栓翼缘的塑性截面模量：

Wpf=bftf(h−tf)=200×17×(600−17)=1982200mm3梁全截面塑性截面模量：

Wpb=bftf(h−tf)+twh12/4=1982200+11×5782/4=2900931mm3

Wpf=1982200mm3<0.7Wpb=0.7×2900931=2030652mm3，梁腹板与柱的连接采用双排。

3)一个高强螺栓的抗剪承载力设计值

bNV=0.9nfµP=0.9×1×0.45×125=50.63kN根据剪力确定螺栓数目

V=168.10/50.63=3.32，据设计经验，设每排螺栓4个，应设2排，共8个。bNV螺栓栓距a=70mm，线距a1=110mm。节点示意图如图2.7.1(3)

节点弹性设计计算

梁腹板净惯性矩（扣除焊缝通过孔高上下各35mm）为：

Iw0

11×5303==13.6×107mm4

梁翼缘惯性矩为：

11×5803

If=I−(Iw0+Ib0)=73749×10−=5.6×108mm4

式中Ib0为焊缝通过孔惯性矩。则腹板分担的弯矩：

Mw0

Iw013.6×107

=M=×329.23=.33kN⋅m87

If+Iw05.6×10+13.6×10

单个螺栓承受的剪力为：

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V=168.10/8=21.02kNn螺栓承受的扭矩为：

VN1y=

T=Mw0−Ve=.33−168.10×0.095=48.36kN⋅m在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty148.36×165×103N===33.55kN2222

2×∑(xi+yi)2×(4×50+4×165)T1xTx148.36×50×103

N===10.17kN2×∑(xi2+yi2)2×(4×502+4×1652)

T1y则

bN1=(N1Tx)2+(N1Vy+N1Ty)2=33.552+(21.02+10.17)2=45.80kN连接板厚度的确定及强度验算（采用单侧连接板）1)连接板厚度的确定：

连接板净截面与梁腹板净截面相等计算t：

tw(h1−nwd0)11×(578−4×22)

==12.19mm式中h1、h2分别为腹

h2−nwd0530−4×22

板、连接板的高度；nw为单排螺栓数。根据螺栓间距最大要求确定连接板厚度t:

a=110/12=9.17mm12

根据支承板的宽度bs,求连接板的厚度t:t≥

bs=(15+45+100+45)/15=13.67mm15

综合以上数值，并考虑腹板弯矩去连接板的厚度t=14mm,则t≥

f=215N/mm2,fv=125N/mm2。

2)验算连接板的强度：验算连接板的抗剪强度：

螺栓连接处的连接板净截面面积：

An=(h2−nwd0)t=(530−4×22)×14=6188mm2

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τ=

V=168.1×103/6188=27.17N/mm232

th2/12−2td（）14×5303/12−2×14×22×70200.5aWn===4043mm3

h2/2530/2

σ=Mw0/Wn=.33×106/4043=99.88N/mm2连接板在σ、τ作用下的折算应力：

σ折=σ2+3τ2=185.112+3×54.672=193.01N/mm2<1.1f=1.1×215=236.5N/mm2满足要求。(5)

连接板与柱翼缘相连的双面角焊缝强度验算：1）焊脚尺寸的确定按构造要求，求hf，

hmin=1.5tmax=1.5max(14,16)=6mmhmax=1.2tmin=1.2min(14,16)=16.8mm焊脚尺寸hf取

hf=10mm。

2）焊缝强度验算（按弯剪计算）

σMf6Mw06×.33×106===98.14N/mm2

222helw2×0.7×10×530

168.1×103

τ===22.65N/mm2

he∑lw0.7×10×1060

VfV22(σMτV(98.14/1.22)2+22.652=83.57N/mm2满足要求。(6)

节点域验算：

1）节点域的柱腹板厚度验算：

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hb=h梁−2tf=600−2×17=566mmhc=h柱−2tcf=400−2×28=344mmtw=10mm≈(hb+hc)/90=(566+344)/90=10.11mm满足要求。

2）节点域的抗剪强度验算：

Mb1+Mb2(360−329)×10τ===15.92N/mm2VP566×344×103

满足要求,式中Vp为节点域腹板体积(VP=hbhctw)。

2.7.1.2主梁A3B3与柱栓焊连接设计

主梁

A3B3左右截面最大控制内力相差不大，此梁的最大控制内力

⎧M=−325.92kN⋅m⎪

⎨N=−99.12kN⎪V=−163.23kN⎩

图2.7.2梁柱刚接计算图示

相比较可得，梁A1B1的内力较A3B3的内力大(N不起控制作用)，且起控制作用

的M、V相差很小（轴力N不予考虑）分析如下：∆M=329.23−325.92=3.31kN⋅m,∆V=168.1−163.23=4.87kN综上，且考虑方便施工，主梁主梁

A3B3与柱的节点连接设计采用与A1B1与柱连接设计相同的方案。

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此节点示意图如图2.7.2：

2.7.1.3主梁B1C1与柱栓焊连接设计

主梁B1C1与柱B0B1、柱C0C1的连接节点采用同一节点设计，因为主梁B1C1左右截面的控制内力相差不大，选取左截面的控制内力。

⎧M=−412.79kN⋅m⎪

⎨N=24.87kN⎪V=108.4kN⎩

控制内力(1)

计算指标

高强螺栓采用8.8级M20，连接为摩擦型，孔径d0=22mm,摩擦面做喷砂处理，摩擦面抗滑移系数µ=0.45,螺栓预拉应力为P=125kN；

t=11mm:f=215N/mm2,fV=125N/mm2,fy=235N/mm2,

f=375N/mm;翼缘钢材u腹板钢材

t=7mm:f=215N/mm2,fv=125N/mm2,fy=235N/mm2;

ww2

f=f=215N/mm,ct焊缝：焊条为E43系列，手工焊，对接焊缝

角焊缝(2)

ffw=160N/mm2;

螺栓布置及计算

1)按螺栓布置要求:

螺栓至连接板端部b≥2d0=2×22=44mm,取45mm，c至少取tf+20=31mm(20mm为安装缝隙），取35mm;h;h−78×21=578mm2=h=530mm;螺栓间距a≥3d0=3×22=66mm,且a≤8d0=176mm2)判断是否需要双排螺栓翼缘的塑性截面模量：

Wpf=bftf(h−tf)=200×17×(600−17)=1982200mm3梁全截面塑性截面模量：

Wpb=bftf(h−tf)+twh12/4=1982200+11×5782/4=2900931mm3

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Wpf=1982200mm3<0.7Wpb=0.7×2900931=2030652mm3

接采用双排。3)

一

个

高

强

螺

栓

的

抗

剪

承

载

，梁腹板与柱的连

力设计值

bNV=0.9nfµP=0.9×1×0.45×125=50.63kNVn=b=108.4/50.63=2.14

NV根据剪力确定螺栓数目，据设计经验，设螺栓4个，单排。螺栓间距a=110mm<8d0=176mm,满足。节点示意图如图2.7.3算图示(3)

节点弹性设计计算

梁柱刚接计

梁腹板净惯性矩（扣除焊缝通过孔高上下各35mm）为：

Iw0

11×5303

==13.6×107mm4

梁翼缘惯性矩为：

11×5803

If=I−(Iw0+Ib0)=73749×10−=5.6×108mm4

式中Ib0为焊缝通过孔惯性矩。则腹板分担的弯矩：

Mw0

Iw013.6×107

=M=×412.79=80.67kN⋅m87

If+Iw05.6×10+13.6×10

单个螺栓承受的剪力为：

V=108.4/8=13.55kNn螺栓承受的扭矩为：

VN1y=

T=Mw0−Ve=80.67−108.4×0.095=70.36kN⋅m在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty170.36×165×103N===48.8kN2222

2×∑(xi+yi)2×(4×50+4×165)T1xTx170.36×50×103

N===14.7kN2222

2×∑(xi+yi)2×(4×50+4×165)

T1ybN1=(N1Tx)2+(N1Vy)2=48.82+14.72=50.99kN≈NV=50.63kN满足要求。

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(4)连接板厚度的确定及强度验算（采用单侧连接板）

1)连接板厚度的确定：

连接板净截面与梁腹板净截面相等计算t：

tw(h1−nwd0)11×(578−4×22)

==12.19mmh2−nwd0530−4×22式中h1、h2分别为腹

板、连接板的高度；nw为单排螺栓数。根据螺栓间距最大要求确定连接板厚度t:

a=110/12=9.17mm12

根据支承板的宽度bs,求连接板的厚度t:t≥

bs=(15+45+100+45)/15=13.67mm15

综合以上数值，并考虑腹板弯矩去连接板的厚度t=14mm,t≥

f=215N/mm,f=125N/mmv则。

2)验算连接板的强度：验算连接板的抗剪强度：

螺栓连接处的连接板净截面面积：

An=(h2−nwd0)t=(530−4×22)×14=6188mm2τ=

V=108.4×103/6188=17.51N/mm2验算连接板在Mw0作用下的抗弯强度：螺栓连接处的连接板净截面模量（近似）：

th23/12−2td0a214×5303/12−2×14×22×1102Wn===627306mm3

h2/2530/2

σ=Mw0/Wn=80.67×106/627306=128.60N/mm2σ折=σ2+3τ2=128.602+3×17.512=132.1N/mm2<1.1f=1.1×215=236.5N/mm2满足要求。(5)

连接板与柱翼缘相连的双面角焊缝强度验算：

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1)焊脚尺寸的确定按构造要求，求hf:

hmin=1.5tmax=1.5max(14,16)=6mmhmax=1.2tmin=1.2min(14,16)=16.8mm焊脚尺寸hf取

hf=10mm。

2)焊缝强度验算（按弯剪计算）

σMf6Mw06×80.67×106===123N/mm2

222helw2×0.7×10×530

108.4×103

τ===14.61N/mm2

he∑lw0.7×10×1060

VfV22(σMτV(123/1.22)2+14.612=101.87N/mm2f/βf)+(f)=

节点域验算：

1）节点域的柱腹板厚度验算：

hb=h梁−2tf=600−2×17=566mmhc=h柱−2tcf=400−2×28=344mmtw=10mm≈(hb+hc)/90=(566+344)/90=10.11mm满足要求。

2）节点域的抗剪强度验算：

Mb1+Mb2(412−366)×10τ===23.62N/mm2VP566×344×103

VV=hbhctw)。

满足要求,式中p为节点域腹板体积(P其他节点内力均小于上述计算节点内力，计算设计方法同上，可采用上述相同节点构造设计方法。

2.7.2次梁与主梁的连接设计

次梁与主梁的连接采用铰接，在计算连接螺栓或焊缝时，偏于安全的，除了考虑作用在次梁端部的剪力外，尚应考虑由于偏心产生的附加扭矩，但是在铰接设计

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中，剪力起绝对的控制作用。本工程的次梁选取的截面相同，按承受的荷载不同可分为3种，分别记为CL1、CL2、CL3。现将3种梁承受的剪力分析如下：

CL1:V=（4×3.58+0.66）×7.5=114.2kN1

CL2大:V=（4×3.58×+0.66）×7.5=58.7kN21

CL2小:V=（4×6.44×+0.66）×7.5=102kN2

CL3:V=（4×6.44+0.66）×7.5=198.2kN由上数据可知V=198.2KN来设计次梁与主梁的连接。1)

计算指标

设高强螺栓采用8.8级M16,承压型连接，孔径d0=17mm,

ftb=400N/mm2,fvb=250N/mm2,fcb=470N/mm2;次梁腹板tw=8mm:f=215N/mm2,fv=125N/mm2;焊缝：角焊缝，采用E43型焊条，手工焊，(2)

设计假定

ffW=160N/mm2

；

次梁为简支连接，故可不考虑地震作用，次梁支点在主梁的中心线上，连接螺栓和连接板除承受次梁剪力外，尚应考虑由于连接偏心所产生的偏心扭矩T=Ve的作用。(3)

螺栓布置、主梁加劲肋板厚度的确定及计算

1)螺栓布置要求：按螺栓布置构造要求，安装缝隙f≥15mm,切角b=25mm；螺栓至连接板端部

c≥2d0=2×17=34mm,取50mm;螺栓间距a≥3d0=3×17=51mm,且a≤8d0=8×17=136mm;设螺栓4个，单排。a=100mm≥51mm,且≤136mm,满足要求。h1=374mm;

h2=2c+(n−1)a=2×50+210=310mm（其中h1为次梁腹板的高度，h2为次梁腹板外伸部分高度），

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2)加劲肋板厚度的确定：按构造要求：

(200−11)×0.5

=6.3mm,

tc=8mm≈a/12=100/12=8.33mmtc=tw=8mm,取8mm≥bs/15=

满足要求。

3）一个螺栓的抗剪承载力设计值：

πd2fVb3.1416×162×250

N=nv=1××10−3=50.27kN44

bVNcb=d∑tfcb=16×8×470×10−3=60.16kNbb2N=N=50.27N/mmminc故。根据剪力确定螺栓数目

V=198.2/50.27=3.9bNmin

，据设计经验，设螺栓4个,单排。螺栓间距

3d0=51mm螺栓抗剪验算

单个螺栓承受的剪力为：

V=198.2/4=49.55kNn螺栓承受的扭矩为：

VN1y=

T=Ve=198.2×0.0635=12.58kN⋅m在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty112.58×105×103N===26.96kN2222

(x+y)4×(105+35)∑iiT1x图2.7.5主、次梁铰接图示

2bN1=(N1Tx)2+（N1Vy）=26.962+49.952=49.75kN(5)主梁加劲肋的连接焊缝设计

按构造求hf:

hmin=1.5tmax=1.5max(7,8)=4.2mmhmax=1.2tmin=1.2min(7,8)=8.4mm焊脚尺寸hf，取

hf=6mm。

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焊缝强度验算（计算时偏于安全地只计算与腹板链接的竖向焊缝）：焊缝的计算长度：

lw=h−2tf−2b−2hf=600−2×17−2×25−2×6=504mmσMf6M6×32.63×106===91.75N/mm2

222helw2×0.7×6×504

198.2×103

τ===43.69N/mm2

he∑lw0.7×6×1080

VfV22(σMτV(91.75/1.22)2+43.692=86.97N/mm2满足要求。（6）

验算次梁腹板外伸处的强度

An=tw(h2−nd0)=8×(310−4×17)=1936mm2

twh23n8×3103432In=−(twd0+twd0∑yi)=−(×8×173+8×17×24500)

12121212 =16515565mm4Wn=

In16515565

==106552mm3

0.5h20.5×310

τ=V/An=198.2×103/1936=102.4N/mm2σ折=σ2+3τ2=130.622+3×102.42=220.26N/mm2<1.1f=236.5N/mm2满足要求。(7)

验算次梁腹板外伸板件的拉剪撕裂

V≤f(ηA)∑iiηi=

据公式：

11+2cos2αi第i段破坏面的截面积Ai=lit,当有孔时取净截面积；第i段的拉剪折算系数;

第i段破坏线与剪力轴线的夹角。

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α2=0o,l2=h2=310mmηi=

11+2cosαi2=

11+2×12=0.577

Ai=lit=(310−4×17)×8=1936mm2

V198.2×103

==177.43N/mm2∑(ηiAi)0.577×1936

满足要求。

2.7.3柱脚设计

压弯构件与基础的连接有铰接和刚接柱脚两种类型。铰接柱脚不受弯矩，刚接柱脚因同时承受压力和弯矩，构造上要保证传力明确，柱脚与基础之间的连接要兼顾强度和刚度，并要便于制造和安装。无论铰接还是刚接，柱脚都要传递剪力。由于作用于B柱脚的压力和弯矩都比较大且要求较高的连接刚性，本柱脚设计采用外露式刚性柱脚，外露式柱脚的轴力、弯矩直接传给下部混凝土，此时应验算基础混凝土的抗压强度及锚栓的抗拉强度。柱底板的尺寸由底板反力和底板区格边界条件计算确定，当底板压力出现负值时，应有锚栓承受拉力。为使传到基础上的力分布开来，提高柱脚底板的刚度和减小底板的厚度，本设计通过设置加劲肋达到这一要求。

2.7.3.1B柱柱脚设计

(1)

设计资料

钢柱为焊接工字型400×400×18×28，柱翼缘与柱脚底板采用完全焊透的对接焊缝，腹板采用角焊缝与柱脚底板连接；柱脚落在混凝土强度等级C20的800×1000基础短柱上。计算示意图如图2.7.61)边柱柱脚底板处控制内力

M=360.8kN⋅m,N=-5.32kN,V=-14.24kN;2)计算指标

Q235,f=140Nmm;t锚栓采用

底板厚度：据刚接柱脚构造要求，取

tpb=30mm79

Q235,f=205N/mm,，

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Es=2.06×105N/mm2;

图2.7.6边柱刚接柱脚示意图

混凝土：采用C20级，轴心抗压强度设计值

fc=9.6Nmm2,Ec=2.55×104Nmm2,混凝土强度影响系数βc=1.0。

柱与柱脚的连接角焊缝：焊条为E43型系列，手工焊，(2)

柱脚底板尺寸的确定

ffw=160Nmm2

初定锚栓为4个M24mm,

a=(2∼3.5)d=48~84mm,取a=75mm,aa=60mmlt=bt≥2d=48mm,取lt=bt=60mm取F=16mm,加劲肋板厚tR=16mm,支承加劲肋个数ns=3个,

则

b−2F−nstR400−2×16−3×16

==80mm>2.5d=60mm2(ns−1)2×(3−1)满足要求。

取l2=b2=30mml1=a+lt−l2=75+60−30=105mm则b1=aa+bt−b2−F=60+60−30−16=74mm80

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底板尺寸：

L=h+2l1+2l2=400+2×105+2×30=670mmB=b+2b1+2b2=400+2×74+2×30=608mm(3)

锚栓计算、底板下混凝土局部受压计算、底板下后浇层抗剪承载力计算

1)锚栓受拉强度验算锚栓总有效面积：

Aea=4×3.53=14.12cm2=1412mm2

L/6=670/6=111.7mm,L/6+lt/3=670/6+60/3=131.7mm故由下式：

N6M5.32×1036×360.8×1022

σ=+2=+=9.52Nmm满足要求。

2)混凝土局部受压计算

假设混凝土局部受压时的强度提高系数为1.1，则

C20混凝土局部受压强度为

fcc=1.1×9.6=10.56N/mm2。

Fl=1.35βcβlfc=1.35×1×1.1×9.6=14.26N/mm2

22σ=9.52N/mm满足要求。

3)底板下后浇层抗剪承载力计算

Vfb=0.4N=0.4×5.32=258.13kNV=14.24kN(4)

柱脚底板厚度计算

1）板段弯矩

在底板的三边支承部分因为基础所受压应力最大，边界条件较不利,因此这部分板承受的弯矩最大。取q=9.52N/mm2。

b1=l1=105mm;a1=2c=2×80=160mm，b1/a1=105/160=0.66,查表，弯矩

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系数β=0.076，其板段弯矩

M3=βqa12=0.076×9.52×1602=18522N⋅mm。

2)柱脚底板板厚度

tpb1=

6M36×18522==23.28mmf205，

tf=16mm），且不

根据构造要求，柱脚底板厚度不应小于柱中较厚板件的厚度（宜小于30mm,故底板厚度确定为(3)

靴梁强度验算

tpb=30mm靴梁的截面先确定截面形心轴x的位置，540×30×(100+15)

=.74mm540×30+2×2880截面的惯性矩

Ix=2×1780×104+2×2880×.742+540×30×(100+30−.74−15)2=9.2324×107mm4

靴梁承受的剪力偏于安全的取

V=9.52×608×104=601.97kN靴梁承受的弯矩偏于安全地取

=601.97×0.0525=31.6kN⋅m2

靴梁的最大弯曲应力发生在截面上边缘M=V31.6×106×(100+.74)σ==.94N/mm27

9.2324×10(4)

焊缝计算

计算肢件与靴梁的连接焊缝，肢件承受的最大压力：

M=360.8kN⋅m,N=-5.32kN,V=-14.24kN;

N1=N/2+M/h=5.32/2+360.8×103/400=847.7kN竖向焊缝的总长度为

∑lf=4(180−20)=0mm82

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连接焊缝所需焊脚尺寸为hf=12mm。

N1847.7×103

hf===11.83mm0.7∑lfffw0.7×0×160

，取

剪力由槽钢与底板水平连接焊缝承受，按构造要求取焊脚尺寸为10mm,由于该焊缝很长，应力很小，不必计算。(5)

柱底剪力

柱底剪力由底板与混凝土之间的摩擦力承受，摩擦系数可取0.4，因V=14.24kN<0.×5.32=258.13kN,满足要求，故不必设抗剪键。

综合B柱柱脚设计的两种方案，并结合毕业实习时所见的实际工程，本工程柱脚设计选择方案一，采用外露式平板柱脚。

2.7.4柱与柱连接设计

柱与柱拼接节点如下图：

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2.8基础设计2.8.1A柱基础设计2.8.1.1基础梁设计

基础梁主要承受其上部6180mm高的混凝土空心砌块的重量，墙厚190mm，采用粉煤灰轻渣空心砌块，其容重为8.0kN/m3,基础梁尺寸初选为b×h=250mm×300mm,基础梁钢筋采用Ⅱ级筋HRB335(fy=300N/mm2)，混凝土等级采用C30(fc=14.3N/mm,ft=1.43N/mm)。砌体传给基础的荷载：

Gq=6.18×0.19×8.0=9.39kN/m基础梁自重：

G自重=25×0.25×0.3=1.875kN/m图2.8.1基础梁计算图示

则G=Gq+G自重=9.39+1.875=11.27kN/m基础梁计算简图（视为简支梁）：

Mmax=ql2=×11.27×7.52=79.24kN⋅m88

基础梁的保护层厚度as=35mm,有效高度h0=h−as=265mm。计算基础梁的配筋：(1)

正截面抗弯配筋计算

M79.24×106

αs===0.31522

α1fcbh01.0×14.3×250×265

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.058=0.06<ξb=0.550（满足）

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γs=

1+1−2αs1+1−2×0.058==0.80422M79.34×106

As===1241.3mm2

fyγsh0300×0.804×265

选用420,As=1256mm2。

As1256

=×100%=1.67%b×h250×300

0.45ftρmin=max(0.2%,%)=max(0.2%,0.21%)=0.21%

fyρ=

ρ=1.67%>ρmin=0.21%满足要求。(2)

斜截面抗剪配箍计算

剪力设计值

Vmax=ql=0.5×11.27×7.5=42.3kN2

验算截面尺寸

hw=h0=265mm,

hw265==1.06<4，属于厚腹梁，混凝土强度等级C30，b250

fcu,k=30N/mm2<50N/mm2,故βc=1.0。

则0.25βcfcbh0=0.25×14.3×250×265=236844N>Vmax=42300N，故截面符合要求。

验算是否需要计算配置箍筋

0.7ftbh0=0.7×1.43×250×265=66316N>Vmax=42300N，故可不进行斜截面受剪承载力计算，但应按构造配置箍筋。箍筋钢筋选用Ⅰ级筋HPB235,

8@200。

2.8.1.2柱下基础设计（采用阶梯形柔性基础）

基础顶部尺寸为1000×800mm,总高h=1100mm;垫层混凝土采用C15,厚度取100mm;基础混凝土等级采用C20,钢筋采用Ⅱ级筋HRB335，保护层厚度αs=40mm，基础有效高度h0=1060mm,基础埋深d=1.5m,江宁地区基础底面处的地基承载力特征值,fak=250kpa85

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(1)荷载计算

1)由柱传至基础顶面的荷载（按标准组合取）

M=360.8kN⋅m,N=-5.32kN,V=-14.24kN;

2)作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值分别为由基础梁传至基础顶面的荷载

G′=11.27×7.5=84.53kN

G′相对于基础底面中心的偏心矩e′=0.375m，相应的偏心弯矩标准值为：G′e′=84.53×0.375=31.7kN⋅mMbot=Mk,max+Vkh+G′e′=360.8−14.24×1.1−31.7=293kN⋅mN=Nk+G′=5.32+84.53=729.6kN(2)

基底尺寸的确定

1)求修正后的地基承载力fa:

基底位于稍密卵石层，查表可得，ηb=3.0,ηd=4.4

fa=fak+ηbγ(b−3)+ηdγm(d−0.5)=250+4.4×20×(1.5−0.5)=338kpa>1.1fak=1.1×250=275kpa,取fa=338kpa2)初步确定基底尺寸

A=(1.1~1.4)取

Fk729.6

=(1.1~1.4)×=2.61~3.32m2，

fa−γGd338−20×1.5

l=1.5，由A=bl=1.5b2=2.61~3.32m2，解得b=1.45m,l=2.18m，A=3.16m。b(3)验算荷载偏心矩

e0=

MkMbot293l===0.35m<=0.363mFk+GKN+γGAd729.6+20×3.16×1.56

满足要求。(4)

验算基底边缘最大压力

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NbotMbotNM729.6293+=+γGd+bot=+20×1.5+AWAW3.161.45×2.182/6

=303.4kN/m2满足要求。

NbotMbotNMpk,min=+=+γGd−bot=4.02kN/m2>0

AWAW729.6pm=+20×1.5=260.kN/m23.16pk,max=

查《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002,表3.0.2得本建筑为可不作地基变形计算的丙级建筑物，最后确定基底尺寸为l×b=1.6m×2.4m。

(5)确定基础高度（荷载效应的基本组合）

根据构造要求，初步确定基础的剖面尺寸如图2.8.2，由于两变阶处的破坏锥体均落在柱脚底板边的破坏锥体之内，但因为柱脚底板边的破坏锥体的底面在l和

b方向均落在基础地面以外，所以只需进行两个变阶处的抗冲切力验算。验算混凝土的抗冲切强度和确定配筋时应用荷载效应的基本组合。

1)计算按荷载效应的基本组合确定的基底

弯矩和相应基顶的轴向力设计值为：

Mbot=Mk,max+Vkh+G′e′

=360.8−14.24×1.1−31.7=293kN⋅m设计值为：Ms,bot=1.2×293=351.6kN⋅mN=Nk+G′=5.32+84.53=729.6kN图2.8.2

基础抗冲切验算计算简图

设计值为：Ns=729.6×1.2=875.5kN2)求最大地基净反力：

NsMs,bot875.5351.6ps,max=+=+=423.1kN/m2

AW3.161.45×2.18/6ps,min=29.08kN/m2>0pj=ps,max=423.1kN/m2

故Fl=pjiA=583.2×0.0=37.32kN87

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3)基础变阶处抗冲切验算：

a.第一变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at=0.8m,ab=0.8+2×0.66=2.12m>b=1.6m,取ab=b=1.6m故A=(1.2−0.5−0.66)×1.6=0.0m2

Fl=pjiA=583.2×0.0=37.32kN抗冲切力计算

查表，有线性内插法得βhp=0.98

am=(at+ab)/2=(0.8+1.6)/2=1.2m[Fl]=0.7βhpftamh0=0.7×0.98×1.43×1200×660=776.94kN>Fl=25.25kN满足要求。

b.第二变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

抗冲切力计算，查表，有线性内插法得

at=1.2m,ab=1.2+2×0.31=1.82m>b=1.6m,取ab=b=1.6m故A=(1.2−0.85−0.31)×1.6=0.0m2

βhp=1.0

am=(at+ab)/2=(1.2+1.6)/2=1.4m[Fl]=0.7βhpftamh0=0.7×1×1.43×1400×310=434.43kN>Fl=25.25kN满足要求。(6)

基底配筋计算（荷载效应的基本组合）

1)长边方向配筋计算：

长边方向台阶的宽高比为1小于2.5，且偏心矩e=0.1m小于l/6=0.43m。则可用下列公式：

相应于柱脚底板边及变阶处的净反力：

ps,Ι=

875.7316.60.295

+×=327.73kN/m2

3.161.5361.2

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875.7316.60.5

+×=363kN/m2

3.161.5361.2875.7316.60.85ps,Ⅲ=+×=423.1kN/m2

3.161.5361.2ps,Ⅱ=则

MI==

1h(ps,max+ps,Ι)(l−hc)2(2b+bc)−G′(e′−c)482

×(423.1+327.73)×(2.4−0.59)2(2×1.6+0.53)−84.53×(0.375−0.295)=184.38kN⋅m48

MI184.38×106

As,I===4.2mm2

0.9fyh0I0.9×300×1060MΙΙ=As,II1

×(423.1+363)×(2.4−1)2(2×1.6+0.8)+84.53×0.228=147.67kN⋅m48MII147.67×106

===828.67mm2

0.9fyh0II0.9×300×660

选用912（10@200）,As=1017mm2>986.7mm2,满足计算和构造要求。2）短边方向配筋计算：

短边方向台阶的宽高比为0.57小于2.5，且为轴心受压，承受均布的地基净反力。则可用下列公式：

875.7

=277.12kN/m2

3.1611

Msm,I′=psm(b−bc)2(2l+hc)=×277.12×(1.6−0.53)2×(2×2.4+0.59)=71.25kN⋅m2424

psm=

按构造配筋，选用410（10@200），As=452mm2>251.34mm2,满足要求。

2.8.2B柱基础设计

基础顶部尺寸为1000×800mm,总高h=1100mm;垫层混凝土采用C15,厚度取80mm;基础混凝土等级采用C20,钢筋采用Ⅱ级筋HRB335，保护层厚度αs=40mm，基础有效高度h0=1060mm,基础埋深d=1.5m,基础底面处的地基承载力特征值fak=250kpa。(1)

荷载计算

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1)由柱传至基础顶面的荷载（按标准组合取）Mk,max=−366.49kN·m,Nk=-1377.02kN,Vk=1.61kN;2)由基础梁传至基础顶面的荷载

G′=5.95×7.5=44.62kN

G′相对于基础底面中心的偏心矩e′=0.375m，相应的偏心弯矩标准值为：

G′e′=44.62×0.375=16.73kN⋅m3)作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值分别为

Mbot=Mk,max+Vkh=366.49−1.61×1.1=3.7kN⋅mN=Nk=−1377.2kN(2)

基底尺寸的确定

1)求修正后的地基承载力fa:

基底位于全风化角砾岩上，查表可得，ηb=3.0,ηd=4.4

fa=fak+ηbγ(b−3)+ηdγm(d−0.5)=250+4.4×20×(1.5−0.5)=338kpa>1.1fak=1.1×250=275kpa,取fa=338kpa2)初步确定基底尺寸

A=(1.1~1.4)取(3)

Fk1377.2

=(1.1~1.4)×=4.47~4.9m2，

fa−γGd338−20×1.5

lA=4.86m。=1.5，由A=bl=1.5b2=4.47~4.9m2，解得b=1.8m,l=2.7m，

bMkMbot3.7l===0.24m<=0.45mFk+GKN+γGAd1377.2+20×4.86×1.56

验算荷载偏心矩

e0=

满足要求。(4)

验算基底边缘最大压力

NbotMbotNM1377.23.7

+=+γGd+bot=+20×1.5+AWAW4.861.8×2.72/6

=283.4+30+166.7=480.1kN/m2pk,max=

pk,min=283.4+30−166.7=146.7kN/m2>0pm=283.4+30=313.4kN/m2满足要求。查《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002,表3.0.2得本建筑为可

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不作地基变形计算的丙级建筑物，最后确定基底尺寸为l×b=1.8m×2.7m。(5)

确定基础高度（荷载效应基本组合）

根据构造要求，初步确定基础的剖面尺寸如图，由于两变阶处的破坏锥体均落在柱脚底板边的破坏锥体之内，但因为柱脚底板边的破坏锥体的底面在l和b方向均落在基础地面以外，所以只需进行两个变阶处的抗冲切力验算。验算混凝土的抗冲切强度和确定配筋时应用荷载效应的基本组合。

1)计算按荷载效应的基本组合确定的基底弯矩和相应基顶的轴向力设计值为：

Ms,bot=3.7kN⋅mNs=1377.2kN2)求最大地基净反力：

NsMs,bot1377.23.7ps,max=+=+=450.1kN/m2

AW4.861.8×2.7/6

ps,min=116.6kN/m2>0故pj=ps,max=450.1kN/m23)基础变阶处抗冲切验算：a.第一变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at=0.8m,ab=0.8+2×0.66=2.12m>b=1.6m,取ab=b=1.6m故A=(1.2−0.5−0.66)×1.6=0.0m2

Fl=pjiA=450.1×0.0=28.80kN抗冲切力计算

查表，有线性内插法得βhp=0.98

am=(at+ab)/2=(0.8+1.6)/2=1.2m[Fl]=0.7βhpftamh0=0.7×0.98×1.43×1200×660=776.94kN>Fl=28.80N满足要求。

b.第二变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

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at=1.2m,ab=1.2+2×0.31=1.82m>b=1.6m,取ab=b=1.6m故A=(1.2−0.85−0.31)×1.6=0.0m2

Fl=pjiA=371.81×0.0=23.80kN抗冲切力计算

查表，有线性内插法得βhp=1.0

am=(at+ab)/2=(1.2+1.6)/2=1.4m[Fl]=0.7βhpftamh0=0.7×1×1.43×1400×310=434.43kN>Fl=25.25kN满足要求。(6)

基底配筋计算（荷载效应基本组合）1)长边方向配筋计算：

长边方向台阶的宽高比为1小于2.5，且偏心矩e=0.1m小于l/6=0.43m。则可用下列公式：

相应于柱脚底板边及变阶处的净反力：1377.23.70.295

+×=4.5kN/m2

4.681.5361.21377.24.70.5ps,Ⅱ=+×=420.33kN/m2

4.681.5361.21377.24.70.85ps,Ⅲ=+×=508.6kN/m2

4.681.5361.2

ps,Ι=

则

MI==

1h(ps,max+ps,Ι)(l−hc)2(2b+bc)−G′(e′−c)482

×(450.1+4.5)×(2.7−0.59)2(2×1.8+0.53)=419.3kN⋅m48

MI419.3×106

As,I===1365mm2

0.9fyh0I0.9×300×1060MΙΙ=As,II1

×(450.1+420.33)×(2.7−1)2(2×1.8+0.8)=230.6kN⋅m48MII230.6×106

===1294mm2

0.9fyh0II0.9×300×660

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MIII=As,III1

×(450.1+508.6)×(2.7−1.7)2(2×1.8+1.2)=95.87kN⋅m48MIII95.87×106

===1145mm2

0.9fyh0III0.9×300×310

选用914（10@200）,As=1387mm2>1365mm2,满足计算和构造要求。

2）短边方向配筋计算：

短边方向台阶的宽高比为0.57小于2.5，且为轴心受压，承受均布的地基净反力。则可用下列公式：

psm=则

1377.2

=294.3kN/m2

4.68

psm(b−bc)2(2l+hc)=×294.3×(1.8−0.53)2×(2×2.7+0.59)=118.47kN⋅m2424Msm,I′118.47×106

===417.9mm20.9fy(h0I−d)0.9×300×1050

×294.3×(1.8−0.8)2×(2×2.7+1)=78.48kN⋅m24

Msm,I′=Asm,I′

Msm,II′=Asm,II′

Msm,II′78.48×106

===447mm20.9fy(h0II−d)0.9×300×650

×294.3×(1.8−1.2)2×(2×2.7+1.7)=11.51kN⋅m24

Msm,III′=Asm,III′

Msm,III′11.51×106

===142.2mm20.9fy(h0III−d)0.9×300×300

按构造配筋，选用412（10@200），As=452mm2>447mm2,满足要求。

2.9楼梯设计

本工程层高均为4.5m,采用两跑楼梯，每跑15步，踏步宽300mm,高150mm,休息平台宽1900mm,梯板宽1900mm。梯段板水平方向跨度为4.2m,所以采用板式楼梯。采用C20混凝土（fc=9.6N/mm2），梁中纵向受力钢筋选用HRB335，其余钢筋选用HPB235，活载标准值为qk=2kN/m2。

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图2.9.1楼梯结构平面

2.9.1梯段板的计算

（1）确定板厚梯段板的厚度为h=(

1111

取h=150mm。~)l0=(~)×4200=(140~168)mm，

25302530

150

=26.57o cosα=0.4 300

（2）荷载计算（取1m宽的板作为计算单元）楼梯斜板的倾斜为恒荷载

××0.15m×0.3m×25kN/m3=1.875kN/m0.321

斜板重×1m×0.12m×25kN/m3=3.356kN/m0.4

板底抹灰×1m×0.02m×17kN/m3=0.38kN/m0.41

水磨石面层×(0.3+0.15)×0.65kN/m2=0.98kN/m0.3踏步重

恒载标准值gk=1.875+3.356+0.38+0.98=6.60kN/m活载标准值qk=2kN/m2×1m=2.0kN/m荷载设计值p=γGgk+γQqk=1.2×6.6+1.4×2.0=10.72kN/m（3）内力计算计算跨度跨中弯矩

α=arctan

l0=4.2mM=

121

pl0=×10.72×4.22=18.91kN⋅m1010

（4）配筋计算

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h0=h−25=150−25=125mmM18.91×106

αs===0.1262

α1fcbh01×9.6×1000×1252

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.126=0.135<ξb=0.551+1−2αsγs==0.932

2M18.91×106

As===773mm2

fyγsh0210×0.932×125

受力钢筋选用10@100（As=785mm2），分布钢筋选用8@300。2平台板的计算2.9.2.9.2

（1）荷载计算（取1m宽板带计算）恒荷载：平台板自重（假定板厚70mm）0.07m×1m×25kN/m3=1.75kN/m板底抹灰0.02m×1m×17kN/m3=0.34kN/m水磨石面层1m×0.65kN/m2=0.65kN/m恒载标准值gk=1.75+0.34+0.65=2.74kN/m活载标准值qk=2kN/m2×1m=2.0kN/m荷载设计值p=γGgk+γQqk=1.2×2.74+1.4×2.0=6.09kN/m（2）内力计算

h0.07

=1.9+=1.94m2211

跨中弯矩M=pl02=×6.09×1.942=2.87kN⋅m88

（3）配筋计算计算跨度

l0=ln+

h0=h−25=70−25=45mmM2.87×106

αs===0.14722

α1fcbh01×9.6×1000×45

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ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.147=0.161<ξb=0.55γs=

1+1−2αs=0.9202M2.87×106

As===330mm2

fyγsh0210×0.920×45

钢筋选用6/8@110(As=357mm2)。

2.9.3平台梁的计算

设平台梁截面尺寸200mm×350mm。（1）荷载计算梯段板传来平台板传来梁自重梁侧粉刷恒载标准值活载标准值荷载设计值

4.2

10.72kN/m×=22.51kN/m21.9

6.09kN/m×(+0.2)=7.0kN/m20.2m×(0.35−0.07)m×25kN/m3=1.4kN/m0.02m×(0.35−0.07)m×2×17kN/m3=0.19kN/mgk=22.51+7.0+1.4+0.19=31.1kN/mqk=2.0kN/m2×(

4.21.9

+)=6.1kN/m22

p=γGgk+γQqk=1.2×31.1+1.4×6.1=45.86kN/m（2）内力计算

l0=ln+a=4.0+0.2=4.2ml0=1.05ln=1.05×4.0=4.2m取两者中较小者，l0=4.2mMmax=Vmax

121

pl0=×45.86×4.22=101.1kN⋅m8811

=pln=×45.86×4.2=96.31kN22

（3）配筋计算1）纵向钢筋计算

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截面按倒L形计算，bf′=b+5hf′=200+5×70=550mm,梁的有效高度

h0=350−35=315mm。

M101.1×106

αs===0.19322

α1fcbh01×9.6×550×315

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.193=0.216<ξb=0.551+1−2αsγs==0.807

2M101.1×106

As===1325.7mm2

fyγsh0300×0.807×315钢筋选用4φ20(As2）箍筋计算

0.7ftbh0=0.7×1.1×200×315=48.51kN=1520mm2)

Vcs=0.7ftbh0+1.25fyvAsv2×78.5h0=48.51+1.25×210××315=113.4kNs200

>Vmax=96.31kN，满足要求。

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参考文献

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业出版社，2001

[5]中华人民共和国建设部.GB50017-2003.钢结构设计规范.北京：中国计划出版社，2003[6]中华人民共和国建设部.GB50009-2001.建筑结构荷载规范.北京：中国建筑工业出版

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出版社,2002

[8]中华人民共和国建设部.GB50011-2001.建筑抗震设计规范.北京：中国建筑工业出版

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[9]郭兵、纪伟东等编著《多层民用钢结构房屋设计》北京：中国建筑工业出版社，2003[10]陈绍番.房屋建筑钢结构设计.北京：中国建筑工业出版社，2004

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[13]金喜平、邓庆杨编等.基础工程.机械工业出版社[14]郑俊杰等编，地基处理技术.华中科技大学出版社[15]郭继武等.建筑抗震设计.北京：中国建筑工业出版社，

[16]东南、同济、清华、天大合编，混凝土结构设计原理.北京：高等教育出版社，[17]《钢结构设计手册》编辑委员会.钢结构设计手册（下册）.北京：中国建筑工业出版

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[18]李国强.多高层建筑钢结构设计.北京：中国建筑工业出版社，

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