《建筑钢结构设计》

《建筑钢结构设计》大作业

一、 设计资料

1、车间柱网布置：长度120m，柱网分别为6m、7.5m、9m，跨度分别为21m、24m、27m、30m，檐口高度分别为6m、8m、9m，屋面坡度为1/10，屋面材料为单层彩板或夹芯板，墙面材料单层彩板或夹芯板，天沟为彩板天沟或钢板天沟。

2、荷载：静荷载当无有吊顶时为0.2kN/m，有吊顶时为0.45kN/m；活荷载为

220.3kN/m2（计算刚架时）、0.5kN/m（计算檩条时）；基本风压0.35kN/m，地面粗糙度

222为B类；雪荷载为0.5kN/m；地震设防烈度为7度。

3、材质:Q235或Q345 钢材

4、地质水文条件: 场地平坦,周围无相邻建筑物,II类场地土, 自上而下土层分布情况为:

(1)素填土,FK=50kPa,ES=2.8MPa,厚度0.5~1.m，灰褐色，软塑 (2)粘土,FK=170kPa,ES=7.0MPa,厚度0.4~1.m，黄褐色，可塑 (3）粘土,FK=280kPa,ES=12.0MPa,厚度3.0m，褐色，硬塑 (4)粘土,FK=420kPa,ES=15.0MPa,厚度2.9m， 黄褐色，硬塑 (5)强风化岩层，FK=420kPa，坚硬 地下水位较低,无侵蚀性。

施工技术条件:各种机具、材料和施工质量能满足要求。

二、作业要求

根据不同柱网、跨度、檐口高度、荷载可以有多种不同的组合。每人取其中的一种组合（不得雷同），完成轻钢门式刚架结构设计计算。

要求计算书内容要有系统地编排，字体要端正，表示要清楚，计算步骤明确，计算公式和数据来源应有依据，并应附有与设计有关的插图和说明。

三、设计计算书内容

1、确定柱网和屋面及其支撑布置，选择钢材及焊接材料，并明确提出对保证项目的要求；

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2、门式刚架选型，确定梁柱截面形式，并初估截面尺寸； 3、梁柱线刚度计算及其计算长度确定； 4、荷载统计及计算荷载计算；

5、用结构力学计算各工况下的内力、柱顶水平位移及横梁挠度； 6、进行荷载组合、内力组合（不考虑地震计算）；

7、构件及连接节点（梁柱连接节点、屋面梁拼接节点）设计计算； 8、柱脚设计计算。

要求计算书内容要有系统地编排，字体要端正，表示要清楚，计算步骤明确，计算公式和数据来源应有依据，并应附有与设计有关的插图和说明。

四、教材及参考书

1.马人乐等编著，《建筑钢结构设计》（第二版），同济大学出版社，2000年10月 2.《建筑钢结构设计》，刘锡良、陈志华编著，天津大学出版社，2004年 3.《建筑钢结构焊接规程》（JGJ81-2002)

5.《钢结构高强度螺栓连接的设计施工及验收规范》（JGJ82-91) 6.《钢结构设计规范》（GB50017-2003) 7.《冷弯薄壁型钢结构设计手册》

8.《门式刚架轻型房屋钢结构技术规范》（CECS 102:98) 9.《钢结构工程施工质量验收规范》（GB50205-2001) 10.《建筑结构荷载规范》（GB50205-2001)（2006版） 11.《冷弯薄壁型钢结构技术规范》（GB50018-2002)

五、考核方式

占总成绩的20%.

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计算书

有关资料

（一） 钢架平面图布置和几何尺寸如下:

B27000A90009000900090009000900090009000900012600012600090009000900090009000112图1(a).刚架平面布置图

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1687 9000 27000 图1(b).刚架形式及几何尺寸 （二）各部分作用的荷载标准值计算

屋面：

恒荷载标准值：0.45³9=4.05kN/m 活荷载标准值：0.50³9=4.50kN/m 柱荷载：

恒荷载标准值：0.45³9³9+4.05³9=91.13kN 活荷载标准值：4.50³27/2=60.75kN 风荷载标准值：

迎风面：柱上qw1=0.35³9³0.25=0.79KN/m

横梁上qw2=－0.35³9³1.0=－3.15kN/m

背风面：柱上qw3=－0.35³9³0.55=－1.73kN/m

横梁上qw4=－0.35³9³0.65=－2.05kN/m

内力分析

考虑本工程刚架跨度较小、厂房高度较低、荷载情况及刚架加工制造方便，刚架采用等截面，梁柱选用相同截面。柱脚按铰接支承设计。采用弹性分析方法确定刚架内力。引用《钢结构设计与计算》（包头钢铁设计研究院编著，机械工业出版社）中表2－29（铰接柱脚门式刚架计算公式）计算刚架内力。

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1．在恒荷载作用下

λ=l/h=27/9=3 ψ=f/h=1.6875/9=0.19 k=h/s=9/13.6051=0.6613

μ=3+k+ψ(3+ψ)=3+0.6613+0.19×(3+0.19)=4.2674

85850.190.5243 444.2674HA=HE=qlλΦ/8=4.05×27×3×0.5243/8=21.50kN

MC=ql2[1－(1+ψ) Φ]/8=4.05x272[1－(1+0.19)×0.5243]=138.80kN²m MB=MD=－ql2Φ/8=－4.05×272×0.5243/8=－193.50kN²m

刚架在恒荷载作用下的内力如图。

内力计算的“+、－”号规定：弯矩图以刚架外侧受拉为正，在弯矩图中画在受拉侧；轴力以杆件受压为正，剪力以绕杆端顺时针方向旋转为正。

g=4.05kN/ m -193.50 kN ·m · C B 54.68kN m 138.80KN ·· D 54.68kN -193.50kN ·m · 9000 36.45kN A 36.45kN E 21.50kN 91.13kN 27000 图2.刚架在恒荷载作用下的M图 21.50kN 91.13kN

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28.11KN 21.33KN 28.11KN 54.68KN + + B C 54.68KN D 9000 + + 94.13KN A E 2700091.13KN 图3.刚架在恒荷载作用下的N图

1.43KN-34.57KN14.35KNB-+C+1.43KND14.35KN34.57KN000-6+14.35KNAE14.35KN18000图4.刚架在恒荷载作用下的V图2．在活荷载作用下

VA=VE=27.00KN

HA=HE=4.50×27×3×0.5243/8=23.KN

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MC=4.50×272[1－(1+0.19)×0.5243]/8=154.22KN²m MB=MD=－4.50×272×0.5243/8=－215.00KN²m 刚架在活荷载作用下的内力如图。

mq=4.50KN / · m -215.00KN ·C B · 154.22KN m · ·-215.00KN m

D 9000 23.KN 60.75KN A 27000 图5.刚架在活荷载作用下的M图 E 23.KN 60.75KN

23.71KN 31.35KN 60.75KN B + C + 31.25KN 60.75KN D + 60.75KN A 60.75KN E 9000 + 27000 图6.刚架在活荷载作用下的N图 7

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23.KN B + 2.96KN - + C 2.96KN 57.32KN - 23.KN D + 6000 57.32KN - 23.KN A E 23.KN 18000 图7.刚架在活荷载作用下的V图 3．在风荷载作用下

对于作用于屋面的风荷载可分解为水平方向的分力qx和竖向的分力qy。现分别计算，然后再叠加。

(1)在迎风面横梁上风荷载竖向分力qw2y作用下

11(85)(850.19)0.1311 16164.26742273.15qa2210.63KN VE2l227

VA=3.15×27/2－10.63=31.40KN

HA=HE=qlλΦ/4=3.15×27×3×0.1311/4=8.36KN MB=MD=8.36×9=75.26KN²m

MC= ql2[α2－(1+ψ) Φ]/4=3.15×272×[0.52－1.15×0.1311]/4=53.96KN²m 刚架在qw2y作用下的内力如图 8.36

q =3.15KN m

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w2y / m 53.96KN· B C D 9000 75.26KN· m 75.26KN· m 8.36KN A E 8.36KN 27000 31.40KN 10.63KN图8.刚架在风荷载qw2y 作用下的 M图 (2)在背风面横梁上风荷载竖向分力qw4y作用下

2Vqa22.05272E2l2276.92KN VA=2.05×27/2－6.92=20.75KN

HA=HE=qlλΦ/4=2.05×27×3×0.1311/4=5.44KN MB=MD=5.44×9=48.98KN²m

MC= ql2[α2－(1+ψ) Φ]/4=2.05×272×[0.52－1.15×0.1311]/4=35.12KN²m 刚架在qw4y作用下的内力如图。

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q =2.05KN/ m w4y 35.12KN· mB 48.98KN· mC 48.98KN· mD 9000 5.44KN 6.92KN A E 5.44KN 6.92KN 27000 图9.刚架在风荷载q w4y作用下的M图 (3)在迎风面柱上风荷载qw1作用下 α=1，

11[6(2K)K2][6(20.190.6613)0.661312]0.9635444.2674VA=－VB=－qh12/2L=－0.79×92/(2×27)=－1.19 KN

HAqh0.79911(2)(20.9635)5.40KN 2222HE0.799－5.401.71KN

qh220.799212MB(2)(20.9635)16.58KNm

44MD=1.71×9=15.39KN²m

qh220.799212MC[1(1)][1(10.19)0.9635)]2.34KNm刚架在

44qw1作用下的内力如图。

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2.34KN ·mq w1=0.79KN /m · 15.39KN mB · m16.58KNC D 9000 A 1.19KN 5.40KN E 1.71KN 1.19KN 27000 图10.刚架在风荷载qw1 作用下的M图

(4)在背风面柱上风荷载qw3作用下

VA=－VB=－qh12/2L=－1.73×92/(2×27)=－2.60KN

HEqh1.73911(2)(20.9635)11.82KN 2222

HA=1.73×9－11.82=3.75KN

MD=11.82×9－1.73×92/2=36.32KN²m MB=3.75×9=33.75KN²m

qh221.739212MC[1(1)][1(10.19)0.9635)]5.13KNm刚架在

44qw3作用下的内力如图。

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m 5.13KN · 36.32KN ·m=1.73KN / m w3 D q B C 13.68KN ·9000 m A 3.75KN E 2700011.82N 2.60KN 2.60KN 图11.刚架在风荷载q w3作用下的 M图

(5) 在迎风面横梁上风荷载水平分力qw2x作用下 α=1，β=0

0.1584.2674(4310.19)0.0201

VV3.150.9AE227(290.9)0.99KN

HA=3.15×0.9(1+0.0201)/2=1.45KN HE=3.15×0.9－1.45=1.385KN

M150.99C3.2[0.190.51.150.0201]0.92KNm

MB=1.45×9=13.05KN²m MD=1.385×9=12.465KN²m 刚架在qw2x作用下的内力如图。

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q /m w2x=3.15KN · 13.05KN mC D 0.92KN ·m· 12.47KN mB 6000 1.45KN 0.99KN A E 1.39KN 0.99KN 27000 图12.刚架在风荷载q w2x作用下的M图 (6) 在背风面横梁上风荷载水平分力qw4x作用下

VAVE2.050.9(290.9)0.65KN

227HA=2.05×0.9(1+0.0201)/2=0.94KN HE=2.05×0.9－0.94=0.91KN

MC2.050.99[0.190.51.150.0201]0.60KNm

2MB=0.91×9=8.19KN²m MD=0.94×9=8.46KN²m 刚架在qw4x作用下的内力如图。

C B m 0.60KN · m 8.19KN · m 8.46KN · D m q =2.05KN / w4x 9000 A 0.65KN 0.91KN E 0.94KN 0.65KN 27000 图13.刚架在风荷载q w4x作用下的M图

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(7)用叠加绘制在风荷载作用下刚架的组合内力。

q w2y=3.15KN /m q w4y=2.05KN /m 左风 95.03KN q·m w2x =3.15KN /m q w4x2.05KN /m B C D 9000169.71KN· m 76.54KN ·m 94.86KN ·m 24.27KN· m q w1=0.79KN /m A 22.41KN 0.72KN E q27000 w3=1.73KN /m 41.77KN 27.93KN 图14.刚架在左风向风荷载qw作 用下的M图 q =2.05KN q w2y=3.15KN /m w4y /m 95.03KN q =2.05KN·m w4x /m q w2x=3.15KN /m B C D 900076.54KN ·m 169.71KN· m 右风 24.27KN· m 94.86KN ·m q m A w3 =1.73 N /0.72KN 22.77KN Eq27000 w1 =0.79KN /m 27.93KN 41.77KN 图15.刚架在右风向风荷载qw作 用下的M图 20.46KN - 20.46KN 19.60KN - 41.77KN 19.60KN B C D 27.93KN 9000 - - 27.93KN 41.77KN A E 27000 图16.刚架在左风向风荷载qw 作用下的 N图

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25.63KN B - 15.30KN 1.81 KN - + C 2.70KN D + 30.16KN - 16.29KN 9000 + A 22.41KN 0.72KN E 27000 图17.刚架在左风向风荷载q作用下的V图 w 内力组合

刚架结构构件按承载能力极限状态设计，根据《建筑结构荷载规范》(GB50009－2001)的规定，采用荷载效应的基本组合：γ0S≤R。本工程结构构件安全等级为二级，γ0=1.0。 对于基本组合，荷载效应组合的设计值S从下列组合值中取最不利值确定： A．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×活荷载标准值计算的荷载效应 B．1.0×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×风荷载标准值计算的荷载效应

C．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×活荷载标准值计算的荷载效应+0.6×1.4×风荷载标准值计算的荷载效应

D．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×风荷载标准值计算的荷载效应+0.7×1.4×活荷载标准值计算的荷载效应

E．1.35×恒荷载标准值计算的荷载效应+0.7×1.4×活荷载标准值计算的荷载效应

本工程不进行抗震验算。最不利内力组合的计算控制截面取柱底、柱顶、梁端及梁跨中截面，对于刚架梁，截面可能的最不利内力组合有： 梁端截面：(1)Mmax及相应的N、V；

(2)Mmin及相应的N、V

梁跨中截面：(1)Mmax及相应的N、V； (2)Mmin及相应的N、V 对于刚架柱，截面可能的最不利内力组合有： (1)Mmax及相应的N、V； (2)Mmin及相应的N、V (3)Nmax及相应的±Mmax、V ； (4)Nmin及相应的±Mmax、V 内力组合见表1。

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刚架内力组合表（以左半跨为例）表1

截面 内力组组合项目 荷载组合方式 荷载组合项目

M

N V （KN²m） （KN） （KN） －62.85Mmax及相应的N、V A 1.2×恒+1.4×活 533.20 150.67 （←） －0.08柱顶（B刚 架 柱 柱底（A点） Mmax及相应的N、V Mmin及相应的N、V Nmax及相应的±Mmax、V Nmin及相应的±Mmax、V Mmax及相应的N、V Nmin及相应的±Mmax、V B 1.0×恒+1.4×风 －44.10 52.48 （←） －59.25A B A 1.2×恒+1.4×活 1.0×恒+1.4×风 1.2×恒+1.4×活 0 0 533.20 147.16 （→） 32.65 9.87（←） 148.5577.48 （↑） 21.08Mmini及相应的N、V Mmax及相应的N、V 跨中（C梁 点） Mmin及相应的N、V A 1.2×恒+1.4×活 －382.47 58.79 （↑） －7.35B 1.0×恒+1.4×风 －44.10 0.534 （↑） B 1.0×恒+1.4×风 －5.76 －7.31 1.11（↓） 刚 架 支座（B点） 点） Nmax及相应的±Mmax、V A 1.2×恒+1.4×活 533.20 150.67 （←） －0.08Mmin及相应的N、V B 1.0×恒+1.4×风 －44.10 52.48 （←） －62.85注：内力计算的“+、－”号规定：弯矩图以刚架外侧受拉为正，轴力以杆件受压为正，剪力以绕杆端顺时针方向旋转为正。

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刚架设计

(一）截面设计

参考类似工程及相关资料，梁柱截面均选用焊接工字钢600×300×12×16，截面特性： B=600mm，H=600mm，tw=12.0mm，tf=16.0mm，A=1.16cm2 Ix=100199cm4，Wx=3340cm3，ix=24.71cm Iy=7208cm4，Wx=481cm3，ix=6.63cm

（二）构件验算

1．构件宽厚比的验算

翼缘部分： b/t144/16915235/fy15

腹板部分： h0/tw568/1247.33250235/fy250 2．刚架梁的验算 (1)抗剪验算

梁截面的最大剪力为Vmax=148.55KN 考虑仅有支座加劲肋，

/twsh0415.34fy/2350.5000.8

fv=125N/mm2

Vu=hwtwfv=568×12×125=852000N=852.0KN Vmax=148.55KNN=77.48KN，V=148.55KN，M=533.20KN²N

因V<0.5Vu，取V=0.5Vu，按规范GB70017式4.4.1-1验算，

M(Ah21Nff1hAf2h2)(fA)

2

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292277480(3001630016292)(215)

292116

=5.46KN²m>M=533.20KN²m，取M=Mf

MMfV2故(1)01，满足要求。

0.5VuMeuMf(3)整体稳定验算

N=77.48KN，M=533.20KN²m A．梁平面内的整体稳定性验算。 计算长度取横梁长度lx=27120mm，

λx=lx/ix=27120/247.1=109.75<[λ]=150，b类截面，查表得ψx=0.493

N'EX02EAe022061031162516.5KN，β221.11.1109.75mx=1.0

NxAe0

mxMxNWe1(1x')NEX0774800.4931161.0533.2010677.483340103(10.493)1592

=163.57N/mm2B．横梁平面外的整体稳定验算

考虑屋面压型钢板与檩条紧密连接，有蒙皮作用，檩条可作为横梁平面外的支承点，但为安全起见，计算长度按两个檩距或隅撑间距考虑，即ly=3015mm。 对于等截面构件γ=0，μs=μw=1

λy=μsl/iy0=3015/66.3=45.5，b类截面，查表得ψy=0.876

by432011656845.5122

()1.2730..456845.523340103

取ψb’=1.07－0.282/ψby=0.848

t1.0-NN20.75()0.953''NEX0NEX0maxmin155.8577.48103533.201032844.720151.13N/mm2

146.41116100199 18

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0maxmin1.94

max故

h023547.33(4800.526.2)121.8，满足要求。 twfy梁跨中截面：

maxmin111.9958.79103382.471032843.58108.41N/mm2

104.831161001990maxmin1.94

max故

h023547.33(4800.526.2)121.8，满足要求。 twfy(5)验算檩条集中荷载下的局部受压承载力 檩条传给横梁上翼缘的集中荷载： F=(1.2×0.27×9+1.4×4.50)×3=27.8KN Lz=a+5hy+2hR=70+5×12+0=130mm

1.027.8103c17.72N/mm2f215N/mm2

twlz12130F验算腹板上边缘处的折算应力：

取梁端截面处的内力：M=533.20KN²m，N=77.48KN，V=148.55KN

M533.20103y1284151.128N/mm2 4In10019910σc=17.72N/mm2

VS148.5510330016588234.87N/mmItw1019910412c3(151.1371.48)17.7217.72(151.13071.48)334.872

=103.40 N/mm2<1.2f=258 N/mm2，满足要求。

22c222 3．刚架柱的验算 抗剪验算

柱截面的最大剪力为Vmax=62.85KN

19

《建筑钢结构设计》大作业

考虑仅有支座加劲肋，

h0/tws415.34fy/2350.5000.8

fv=125N/mm2

Vu=hwtwfv=568×12×125=852000N=852.0KN Vmax=62.85KNN=150.67KN，V=62.85KN，M=533.20KN²N

因V<0.5Vu，取V=0.5Vu，按规范GB70017式4.4.1-1验算，

Mh21Nf(Af1hAf2h2)(fA)

2 (30016292229230016292)(215150670116)

=576.96KN²m>M=533.20KN²m，取M=Mf

故(VMMf0.5V1)201，满足要求。 uMeuMf(3)整体稳定验算

构件的最大内力：N=150.67KN，M=533.20KN²m A．刚架柱平面内的整体稳定性验算。 刚架柱高H=9000mm，梁长L=27090mm.

柱的线刚度K1=Ic1/h=100199×104/9000=111332.2mm3

梁线刚度K2=Ib0/(2ψS)=100199×104/(2×13545)=36987.4mm3 K2/K1=0.332，查表得柱的计算长度系数μ=2.934。 刚架柱的计算长度lx=μh=17604mm。

λx=lx/ix=206247.1=106.86<[λ]=150，b类截面，查表得ψx=0.512

N'2EAe0EX01.1222061031161.1106.8622654.43KN，βmx=1.0

20

《建筑钢结构设计》大作业

NxAe0

mxMxWe1(1x

N)'NEX0

150.671030.5121161.0533.20106

150.673340103(10.512)2654.43=182.35N/mm2B．刚架柱平面外的整体稳定验算

考虑屋面压型钢板墙面与墙梁紧密连接，起到应力蒙皮作用，与柱连接的墙梁可作为柱平面外的支承点，但为安全起见，计算长度按两个墙梁距离或隅撑间距考虑，即ly=3000mm。 对于等截面构件γ=0，μs=μw=1

λy=μsl/iy0=3000/66.3=45.25，b类截面，查表得ψy=0.876

by432011656845.25162()1.2800.6

4.456845.2523340103取ψb’=1.07－0.282/ψby=0.850

t1.0-NN20.75()0.912 ''NEX0NEX0tMN150.671030.912533.2106181.76N/mm2f215N/mm2 3yAe0We1br0.8761160.850334010(4)按《钢结构设计规范》(GB50017－2003)校核刚架柱腹板容许高厚比 柱顶截面：

maxmin160.31150.67103533.201032849.18151.13N/mm2

141.951161001990maxmin1.88

max故

h023547.33(4800.526.2)117.7，满足要求。 twfy柱底截面：

00

故

21

h023547.33(1600.525)108.51，满足要求。 twfy《建筑钢结构设计》大作业

4．验算刚架在风荷载作用下的侧移μ Ic=Ib=100199cm4，δt= Ic l/hIb=27000/9000=3.0 刚架柱顶等效水平力按下式计算： H=0.67W=0.67×20.34=13.63KN

其中W=(ω1+ω4)²h=(0.71+1.55)×9.0=20.34KN

Hh313.6310390003(2t)(23)20.01mm[]h/15040mm3412EIc122061010019910

（三）节点验算

1．梁柱连接节点 (1) 螺栓强度验算

梁柱节点采用10.9级M22高强度摩擦型螺栓连接，构件接触面采用喷砂，摩擦面抗滑移系数μ=0.45，每个高强度螺栓的预拉力为190KN，连接处传递内力设计值：N=39.KN，V=77.60KN，M=533.20KN²m。 每个螺栓的拉力：

N1

My1N533.200.40077.48131.44KN0.8190152KN22222n16y4(0.4000.3200.2400.160)iN2

My2N533.200.32077.48118.58KN0.8190152KN22222n1(0.4000.3200.2400.160)yiN3

My3y2iN533.200.24077.4887.73KN0.8190152KNn4(0.40020.32020.24020.1602)16N4

My4N533.200.16077.4856.87KN0.8190152KN22222n16y4(0.4000.3200.2400.160)i螺栓群的抗剪力：

22

《建筑钢结构设计》大作业

bNV0.9nfp0.910.45190161231.2KNV148.55KN，满足要求。

最外排一个螺栓的抗剪、抗拉力：

NVNt148.55/16131.44b0.981，满足要求。 b1231.1/16152NVNt(2)端板厚度验算 端板厚度取为t=21mm。 按二边支承类端板计算：

64046131.44103t18.50mm

[ewb2ef(efew)]f[46300240(4046)]205(3)梁柱节点域的剪应力验算

6efewNtM533.20106115.27N/mm2fv125N/mm2，满足要求。

dbdctc56856810(4)螺栓处腹板强度验算

Nt2=118.58KN>0.4P=0.4×190=76.0KN

0.4P118.58103214.82N/mm2f215N/mm2，满足要求。 ewtw4612

23

《建筑钢结构设计》大作业

2．横梁跨中节点

横梁跨中节点采用10.9级M20高强度摩擦型螺栓连接，构件接触面采用喷砂，摩擦面抗滑移系数μ=0.45，每个高强度螺栓的预拉力为155KN，连接处传递内力设计值：N=58.79KN，V=7.35KN，M=382.47KN²m。 每个螺栓的拉力：

N1

My1N382.470.40058.79114.62KN0.8155124KN2222yin4(0.4000.3200.240)12N2

My2N382.470.32058.7990.71KN0.8155124KN2222yin4(0.4000.3200.240)12N3

My3N382.470.24058.7966.81KN0.8155124KN2222n12y4(0.4000.3200.240)i螺栓群的抗剪力：

bNV0.9nfp0.910.4515512753.3KNV3.21KN，满足要求。

最外排一个螺栓的抗剪、抗拉力：

NVNt7.35/12114.620.931，满足要求。 b124NVNtb753.3/12(2)端板厚度验算 端板厚度取为t=20mm。 按二边支承类端板计算：

64046144.62103t19.4mm

[ewb2ef(efew)]f[46300240(4046)]205(3)螺栓处腹板强度验算

Nt2=90.71KN>0.4P=0.4×155=62.0KN

6efewNt0.4P90.711031.33N/mm2f215N/mm2，满足要求。 ewtw4612

24

《建筑钢结构设计》大作业

3． 柱脚设计

刚架柱与基础铰接，采用平板式铰接柱脚。 (1)柱脚内力设计值

Nmax=150.67N，相应的V=62.85KN； Nmin=32.65KN，相应的V=9.87KN。 (2)由于柱底剪力较小，

Ｖmax<0.4Nmax，故一般跨间不需剪力键；但经计算在设置柱间支撑的开间必须设置剪力键。

另Nmin>0，考虑柱间支

撑竖向上拔力后，锚栓仍不承受拉力，故仅考虑柱在安装过程中的稳定，按构造要求设置锚栓即可，采用4M24。 (3)柱脚底板面积和厚度的计算 A．柱脚底板面积的确定

b=b0+2t+2c=200+2×12+2×(20~50)=2~324mm，取b=300mm； h=h0+2t+2c=450+2×12+2×(20~50)=514~574mm，取h=550mm； 底板布置如图。

25

图20.刚架柱脚节点《建筑钢结构设计》大作业

验算底板下混凝土的轴心抗压强度设计值： 基础采用C20混凝土，fc=9.6N/mm2

N102.821030.91N/mm2cfc9.6N/mm2，满足要求。

bh300550B．底板厚度的确定

根据柱底板被柱腹板和翼缘所分割的区段分别计算底板所承受的最大弯距： 对于三边支承板部分：b2/b1=96/426=0.225<0.3，按悬伸长度为b2的悬壁板计算：

121Ma40.9114629698.78Nm

221212对于悬壁板部分：Ma40.91501137.5Nm

22底板厚度t

6Mmax/f69698.78/21516.45mm，取t=20mm。

其它构件设计

（一）隅撑的设计

隅撑按轴心受压构件设计。轴心力N按下式计算：

AfN60cosfy23530016215324.1910N24.19KN 60cos44.68连接螺栓采用普通C级螺栓M12。 隅撑的计算长度取两端连接螺栓中心的距离：l0=633mm。 选用L50×4，截面特性：

A=3.90cm2，Iu=14.69cm4，Wu=4.16cm3，iu=1.94cm，iv=0.99cm

λu=l0/ iu=633/19.4=32.6<[λ]=200， b类截面，查表得ψu=0.927

单面连接的角钢强度设计值乘以折减系数αy：λ=633/9.9=63.94， αy=0.6+0.0015λ=0.696

图21.刚架梁跨隅撑布置26 《建筑钢结构设计》大作业

24.1910396.14N/mm2f215N/mm2，满足要求。

yuA0.6960.927390N（二）檩条的设计

1． 基本资料

檩条选用冷弯薄壁卷槽形钢，按单跨简支构件设计。屋面坡度1/8，檩条跨度9m，于跨中设一道拉条，水平檩距1.5m。材质为钢材Q345。 2． 荷载及内力

考虑永久荷载与屋面活荷载的组合为控制效应。 檩条线荷载标准值：Pk=(0.45+0.5)×1.5=1.425KN/m 檩条线荷载设计值：Pk=(1.2×0.45+1.4×0.5)×1.5=1.86KN/m Px=Psinα=0.185KN/m，Py=Pcosα=1.851KN/m； 弯距设计值：

Mx=Pyl2/8=1.851×92/8=18.74KN²m My=Pxl2/8=0.185×92/360=0.416KN²m 3． 截面选择及截面特性

(1) 选用C220×75×20×2.5

Ix=703.76cm4，Wx=63.98cm3，ix=8.5cm；

Iy=68.66cm4，Wymax=33.11cm3，Wymin=12.65cm3，iy=2.66cm，χ0=2.07cm； 先按毛截面计算的截面应力为：

MxMy18.74106W.981030.416106133.11103305.47N/mm2（压） xWymax63M6xMy18.74100.41610622W33260.02N/mm（压） xWymin63.981012.6510MxMy18.741060.4161063W33.1110280.34N/mm233（拉） xWymin63.9810(2)受压板件的稳定系数 A．腹板

腹板为加劲板件，ψ=σ

min/σmax=－280.34/305.47=－0.918>－1，

k=7.8－6.29ψ+9.78ψ2=10.26

27

《建筑钢结构设计》大作业

B．上翼缘板

上翼缘板为最大压力作用于部分加劲板件的支承边， ψ=σ

min/σmax=260.02/305.47=0.851>－1，

kc=5.－11.59ψ+6.68ψ2=0.865 (3)受压板件的有效宽度 A．腹板

k=10.26，kc=0.865，b=220mm，c=75mm，t=2.5mm，σ1=305.47N/mm2

ckbk7510.261.1741.1

c2200.865板组约束系数k1=0.11+0.93/(ξ－0.05)2=0.846

205k1k/12050.84610.26/305.472.413

由于ψ=σ

min/σmax<0，取α

=1.15，

bc=b/(1－ψ)=220/(1+0.851)=118.85mm b/t=220/2.5=88

18αρ=18×1.15×2.413=49.95，38αρ=38×1.15×2.413=105.45 所以18αρb.821.81.15e(21b/t0.1)b2.413c880.1)118.8586.65mm be1=0.4be=0.4×86.65=34.66mm，be2=0.6be=0.6×86.65=51.99mm B．上翼缘板

k=0.865，kc=10.26，b=75mm，c=220mm，σ1=305.47N/mm2

ckbk2200.8650.8521.1

c7510.26板组约束系数k11/1/0.5121.084

205k1k/12051.0840.865/305.470.793

由于ψ=σ

min/σmax>0，则α

=1.15－0.15ψ=1.15－0.15×0.851=1.022，

bc=b=75mm，b/t=75/2.5=30

18αρ=18×1.022×0.793=14.59，38αρ=38×1.022×0.793=30.80

28

《建筑钢结构设计》大作业

所以18αρbe(21.821.81.0220.7930.1)bc0.1)7550.06mm b/t30be1=0.4be=0.4×50.06=20.02mm，be2=0.6be=0.6×50.06=30.03mm

C．下翼缘板

下翼缘板全截面受拉，全部有效。 (4)有效净截面模量

上翼缘板的扣除面积宽度为：75－50.06=24.94mm；腹板的扣除面积宽度为：

93.99－81.62=12.37mm，同时在腹板的计算截面有一φ13拉条连接孔（距上翼缘板边缘35mm），孔位置与扣除面积位置基本相同。所以腹板的扣除面积按φ13计算，见图。有效净截面模量为：

12.95 20.02 35 13 30.03 图22.檩条上翼缘及腹板 的有效净截面 Wenx703.7610424.942.5902132.5(9035)27.149104mm3

13568.6610424.942.5(24.94/220.0220.7)2132.5(20.72.5/2)220.7Wenymax

3.216104mm3

Wenymax

68.6610424.942.5(24.94/220.0220.7)2132.5(20.72.5/2)27520.71.240104mm3

Wenx/Wx=1.137，Wenymax/Wymax=0.971，Wenymin/Wymin=0.980

29

《建筑钢结构设计》大作业

4．强度计算

按屋面能阻止檩条侧向失稳和扭转考虑：

MyMx18.741060.41610622 1275.07N/mmf310N/mm44WenxWenymax7.149103.21610MyMx18.741060.4161062228.59N/mm2f310N/mm2 44WenxWenymin7.149101.240105．挠度计算

51.155cos542'38\"90004y27.72mm[]l/20030mm，满足要求。 3438420610703.76106．构造要求

λx=900/8.5=105.9<[λ]=200，满足要求 λy=300/2.66=112.8<[λ]=200，满足要求

（三）墙梁设计

1．基本资料

本工程为单层厂房，刚架柱距为9m；外墙高10.35m，标高1.200m以上采用彩色压型钢板。墙梁间距1.5m，跨中设一道拉条，钢材为Q345。

2．荷载计算

(1) 墙梁采用冷弯薄壁卷边C型钢200×70×20×2.5，自重g=7kg/m； (2) 墙重0.22KN/m2； (3) 风荷载

基本风压ω0=1.05×0.35=0.3675KN/m2，风荷载标准值按CECS102：2002中的围护结构计算：ωk=μsμzω0，μs=－1.1（+1.0）

本工程外墙为落地墙，计算墙梁时不计墙重，另因墙梁先安装故不计拉条作用。 qx=1.2×0.07=0.084KN/m，qy=－1.1×0.3675×1.5×1.4=－0.84KN/m 3．内力计算

Mx=0.084×92/8=0.851KN²m，My=1.093×92/8=8.595KN²m

30

《建筑钢结构设计》大作业

4．强度计算

墙梁C200×70×20×2.5，平放，开口朝上

Wxmax=28.18cm3，Wmin=11.25cm3，Wy=53.82cm3，Iy=538.21cm4 参考屋面檩条的计算结果及工程实践经验， 取Wenx=0.9 Wx，Weny=0.9 Wy

MyMx0.8511068.59510622261.5N/mmf310N/mmWenxWeny0.911.251030.9538.21103

在风吸力下拉条位置设在墙梁内侧，并在柱底设斜拉条。此时压型钢板与墙梁外侧牢固相连，可不验算墙梁的整体稳定性。 5．挠度计算

51.10.36751.59000426.72mm[]l/20030mm，满足要求。 3438420610538.2110（四）山墙抗风柱设计

1． 基本资料

本工程山墙墙板为自承重墙；抗风柱9274mm，间距采用9m，承受的荷载有自重、墙梁重量及山墙风荷载。抗风柱与基础铰接，按压弯构件设计。抗风柱视为支承于刚架横梁和基础的简支构件。

该地区基本风压ω0=0.45KN/m2，地面粗糙度类别为B类，隅撑间距3.0m。抗风柱采用Q235钢。

2． 荷载计算

(1) 抗风柱选用焊接工字钢450×200×8×12，自重g1=62.40kg/m (2) 墙梁及其支撑构件重量取g2=7kg/m

(3) 风荷载：按CECS102:2002中的围护结构计算。 ωk=μsμzω0，μs=－1.0(+1.0)，ω0=1.05×0.45=0.473KN/m2 qz=1.2×(0.07×9×3+62.40×9.274×10-2)=7.70KN qy=1.4×1.0×1.0×0.3675×9=4.63KN/m

墙梁自重对抗风柱的偏心力矩为1.2×0.07×9×3×0.23=0.522KN²m

31

《建筑钢结构设计》大作业

3． 内力计算

N=4.87KN，M=1/8×4.63×9.2742+0.35=50.30KN²m 4． 验算构件的局部稳定性

翼缘宽厚比b/t=96/12=8<13235/fy=13

maxNMx7.7010350.30101.112minAW3x821012521039.25N/mm maxmin01.935，因1.6<α0<2.0，

maxl0=9274mm，λx= l0/ ix=49.90<[λ]=150 故(4823500.526.2)f92.6h0426853.25，满足要求。 ytw5． 强度验算

截面特性：A=82.1cm2，Ix=28181cm4，Wx=1252cm3，ix=18.53cm， Iy=1602cm4，Wy=160.2cm3，iy=4.42cm

NMx7.7010350.30106A82101.0512521039.2N/mm2f215N/mm23 nxWnx6． 验算弯矩作用平面内的稳定性 λ=49.90，b类截面，查表得ψx=0.856

N'2EA2206103EX1.1282101.149.926088.02KN，βmx=1.0

NmxMx7.701031.050.30106xAN0.8568210xW1x(10.8N')1.0512521103(10.87.70EX6088.02)

=39.37N/mm27． 验算弯矩作用平面外的稳定性 考虑隅撑为抗风柱平面外的侧向支撑点

l0y=3000mm，λy= l0y/ iy=3000/49.9=60.12<[λ]=150，b类截面，查表得ψy=0.806

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《建筑钢结构设计》大作业

b1.070.988，ε=1.0，βtx=1.0

440002352yfytxMxN7.701031.01.050.30106 3yAbW1x0.80682100.988125210

=41.84N/mm28． 挠度验算

抗风柱在水平风荷载作用下，可视为单跨简支梁按下式计算其水平挠度：

5kl453.08927445.11mm[]l/40015.7mm34384EIx384206102818110

9． 柱脚设计

因抗风柱承受的竖向荷载很小，故垫板尺寸按构造要求确定。采用

－400×300×20；锚栓采用2M20，平面布置如图。

（五）柱间支撑的设计 1． 柱间支撑的布置如图 2． 柱间支撑为斜杆，采用带张紧装置的

十字交叉圆钢支撑。直杆用檩条兼用，因檩条留有一定的应力裕量，根据经验及类似工程，不再作压弯杆件的刚度及承载力验算。 3． 柱间支撑荷载及内力 支撑计算简图如图。

作用于两侧山墙顶部节点的风荷载为（山墙高度取 7.2m）：

取μs=0.8+0.5=1.3，ω1=1.3×1.0×0.35×27×10.35/2=63.57KN

图23.抗风柱柱脚节点 33

《建筑钢结构设计》大作业

8200 600 8400 9000 9000 126000 9000 8400 600

1 6 7 12 图24.柱间支撑布置图 按一半山墙面作用风载的1/3考虑节点荷载标准值为：

Fwk=1/3×1/2×63.57=10.60KN 节点荷载设计值Fw=1.4×10.60=14.84KN 斜杆拉力设计值N=14.84/cos43.9191°=20.73KN

4． 斜杆截面设计及强度验算 斜杆选用φ12圆钢，A=113.0mm2 强度验算：N/A=20.73×103/113.0=183.45N/mm2

刚度验算：张紧的圆钢不需要考虑长细比的要求。 但从构造上考虑采用φ16。

F W 8200 8400 图25.柱间支撑计算简图 （六）屋面支撑设计

1． 屋面支撑布置

檩条间距1.5m，水平支撑间距3m，如图。

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《建筑钢结构设计》大作业

α=28.1786° 8400 FW /2 FW FW FW FW FW FW /2 27000 A B 图26.屋盖支撑计算简图 2． 屋面支撑荷载及内力

屋面支撑斜杆采用张紧的圆钢，支撑计算简图如图。 一侧山墙的风荷载体型系数μs=1.0，

节点荷载标准值Fwk=0.35×1.0×1.0×3.0×10.35/2=5.43KN； 节点荷载设计值Fw=5.43×1.4=7.60KN；

斜杆拉力设计值N=2.5×7.60/cos28.1786°=21.55KN； 3．斜杆截面设计及强度验算 斜杆选用φ12圆钢，A=113.0mm2

强度验算：N/A=21.55×103/113.0=190.75N/mm2但从构造上考虑采用φ16

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