某高层住宅毕业设计-土木毕业设计

[中文摘要]：钢结构是目前世界上发展迅速并且应用广泛的建筑结构形式，钢结构在中国将来成为最主要的结构形式已成为可能。目前探讨新农村的建筑形式是个热点，本设计旨在为新农村的建设提出建筑方案，设计了一11层的板式高层住宅，结构方案采用钢框架。该建筑的同一个建筑方案采用了三种柱截面形式，比较这三种方案的优缺点。为完成这项设计我做了以下工作。

确定建筑方案，进行结构的分体系设计。采用平面结构分析模型，选取一榀横向框架，初选框架构件截面，计算该榀框架的各种内力，进行内力组合，选取其中最不利组合，验算结构的整体稳定性，构件的承载力，构件的稳定性。再进行节点设计，选典型节点，设计构件的连接方式，验算节点的强度。设计出基础，验算基础的承载力。本设计中采用H形钢柱，再参考同组人采用箱型和圆钢管的柱截面的数据比较，得出了如下结论：用箱形截面柱和圆钢管截面柱的双向抗弯能力强，但对于板式楼H形截面足以满足这些要求，而且其用钢量较小；对于塔式建筑来说H形截面柱就不合理，其它两种截面较为适合。 关键词：钢结构住宅、设计、H型钢

1

****大学毕业设计

Abstract：Steel structure which is the world's rapid development and broad

application form structures, structural steelwork in China will become the main form of the structure is possible. Currently exploring new forms of rural construction is a hot spot, the rural designed for the new building construction programmes, the design of a 11-beam high-rise residential, structural steel framework for the introduction of the programme. The construction of a construction programme with the introduction of a cross-section of the three pillars form the comparative advantages and disadvantages of the three programmes. To accomplish this design I have done the following. Determine construction programme, the structure of the sub-system design. Horizontal structure analysis using models as a Pin horizontal framework primary framework components cross-section, the calculation of the various endogenous force Pin framework for endogenous force portfolio, select the most adverse mix who checked the structure of the overall stability of the supporting components, component stability. Another node design, the typical node, linking design elements, who checked nodes intensity. Design basis, checking computations based bear. The design of the H-shaped tube used, with reference to a group box-Yuan Steel Pipe and the pillar cross-section of data compared draw the following conclusions : a box-shaped cross-section pillar and pillar Yuan Steel Pipe cross-section of the two-way capacity, but for the H-beam, cross-section to meet these requirements, and its steel to be used by smaller; The Tower Building, H-shaped cross-section pillar on unreasonable the other two cross-section is more appropriate.

Keywords：residence of steel structure, design, H Type steel

2

****大学毕业设计

目录

1 绪论 ...................................................................................................................................................... 7 2 设计资料和结构选料 ...................................................................................................... 8

2.1建筑概况 ..................................................................................................................................... 8 2.2 结构设计条件 ........................................................................................................................ 8 2.3结构选料 ..................................................................................................................................... 8

3 结构方案 ........................................................................................................................................ 8

3.1抗震设防标准的确定 ......................................................................................................... 8 3.2结构体系与布置 .................................................................................................................... 9 3.3不规则检验 ............................................................................................................................... 9 3.4结构布置 ..................................................................................................................................... 9

4 结构分析模型与计算简图 ...................................................................................... 10 5 分体系结构设计 .................................................................................................................. 10

5.1楼盖设计 .................................................................................................................................... 10

5.1.1屋盖板的设计 ............................................................................................................. 10 5.1.2屋盖次梁的设计 ........................................................................................................ 14 5.1.3 楼盖板的设计 ............................................................................................................ 15 5.1.4 楼盖次梁的设计 ....................................................................................................... 17

5.3 阳台设计 .................................................................................................................................. 18

5.3.1板式阳台的设计 ........................................................................................................ 18 5.3.2梁式阳台的设计 ........................................................................................................ 21

5.4 楼梯的设计 ............................................................................................................................ 22

3

****大学毕业设计

5.4.1梯梁计算 ........................................................................................................................ 22 5.4.2平台梁计算 ................................................................................................................... 23

6 主框架荷载计算与内力分析 ................................................................................ 25

6.1构件截面尺寸的初步确定 ........................................................................................... 25

6.1.1 框架梁截面型号的确定 ....................................................................................... 25

6.1.2框架柱截面型号的确定 ................................................................................... 26 6.2 计算框架梁、框架柱的刚度 .................................................................................... 26

6.2.1框架梁刚度的计算 ................................................................................................... 26 6.2.2框架柱的刚度的计算 ............................................................................................. 27

6.3 计算荷载及作用 ................................................................................................................. 27

6.3.1 荷载计算 ....................................................................................................................... 27 6.4各项荷载单独作用下的内力图和位移表 ........................................................ 31 6.4.1恒荷载标准值作用下的内力图和位移图 ................................................... 31 6.4.2活荷载标准值作用下的内力图和位移图 ................................................... 31 6.4.3风荷载标准值作用下的内力图和位移图 ................................................... 31

6.5 验算顶点侧移和层间位移 .......................................................................................... 37 6.6 各种工况下的内力组合................................................................................................ 37

6.6.1第一工况下的内力组合 ........................................................................................ 37

6.7验算风荷载作用下的顶点风振加速度 ............................................................... 38

6.7.1顺风向顶点最大加速度 ........................................................................................ 38

7 主框架的设计......................................................................................................................... 39

7.1验算框架的整体稳定性 ................................................................................................. 39

4

****大学毕业设计

7.1.1计算各构件的线刚度及回转半径 ................................................................... 39 7.1.2 P效应 ...................................................................................................................... 41

7.2 框架梁的设计 ................................................................................................................... 42

7.2.1 按无震组合下的内力计算.................................................................................. 42

7.3框架柱的设计 ........................................................................................................................ 43

7.3.1按无震组合下的内力计算 ................................................................................... 43

8 节点设计 ...................................................................................................................................... 47

8.1 梁柱节点的设计 ................................................................................................................. 47

8.1.1按弹性阶段设计 ........................................................................................................ 48 8.1.2按塑性阶段极限承载力验算.............................................................................. 49 8.1.3柱腹板或翼缘的承载力 ........................................................................................ 49 8.1.4 梁柱节点的抗剪承载力 ....................................................................................... 50

8.2次梁与主梁的连接 ............................................................................................................ 50 8.3 柱与柱的连接 ...................................................................................................................... 50

8.3.1柱拼接接头的计算 ............................................................................................... 51 8.4 柱脚设计 .................................................................................................................................. 52

8.4.2验算柱翼远处的混凝土的承压力 ................................................................... 53 8.4.3柱脚配筋计算 ............................................................................................................. 53

9 涂装和防火设计 .................................................................................................................. 54

9.1涂装设计 ................................................................................................................................... 54 9.2 防火设计 .................................................................................................................................. 54

9.2.1 建筑构件的耐火极限 ............................................................................................ 54

5

****大学毕业设计

9.2.2 各构件防火保护层厚度的计算和保证 ....................................................... 54 9.2.2梁防火保护层 ............................................................................................................. 55 9.2.3楼盖的防火保护 ........................................................................................................ 55

10 基础设计 ............................................................................................................................... 55

10.1 基础受力计算 ................................................................................................................... 56 10.2基础的内力计算和配筋 .............................................................................................. 57

10.2.1验算持力层强度 ..................................................................................................... 57 10.2.2计算基地反力 ........................................................................................................... 57 10.2.3冲切验算 ..................................................................................................................... 58 10.2.4 配筋计算 .................................................................................................................... 59

11 对设计中几个问题的思考 ...................................................................................... 60

11.1关于对本建筑的结构选型 ........................................................................................ 60 11.2 风载在高层建筑的重要作用 ................................................................................. 61 11.3关于本设计中地震作用 .............................................................................................. 61

11.3.1水平地震荷载的计算 ........................................................................................... 61 11.3.2内力及位移计算 ..................................................................................................... 65

11.4 关于柱截面的选取 ........................................................................................................ 68

小结 .............................................................................................................................................................. 69 致谢 .............................................................................................................................................................. 70 参考文献 ................................................................................................................................................ 71

6

****大学毕业设计

1 绪论

建设社会主义新农村是目前我国政府提出的促进农村发展的总的方针。建设社会主义新农村就是要将农村建设成为生产发展、生活宽裕、乡村文明、村容整洁的新农村。建设社会主义新农村包括的着诸多方面的内容总的来说就是对农村进行城镇化的建设。

最近中央一号文件将村庄规划正式纳入各级政府的工作范畴，加强村庄规划和人居环境治理。随着生活水平提高和全面建设小康社会的推进，农民迫切要求改善农村生活环境和村容村貌。很明显，基于农村生产生活的具体特点，我们生搬硬套以前城市发展的模式是行不通的。首先，我们要克服许多以往城市建设中的诸多不合理之处，例如，由于规划不到位造成的许多设施建设的不合，对于住宅来讲它经历了从底层到多层再到高层，而且目前随着城市人口的不断增加，住宅要往高层方向发展，在此过程中就会有不少资源浪费，对于新农村的建设中要克服这些不合理之处，减少不必要的浪费。另外，我们要充分考虑到农村居民生产生活的特点，做到以人为本。从以上分析来看，我们进行新农村的建设最好做到一步到位，尽量用最经济的建筑形式来满足农村居民生产生活的需要，以免不必要的浪费。

在这次毕业设计中，在**老师的引导下我们一组对新农村建设比较感兴趣的搞了个新农村房屋设计的系列，在我们组内讨论中我比较主张新农村房屋建设的一步到位，所以我选择作钢结构的高层住宅。随着我国钢材产量的不断增长，其价格也不断降低，使钢材大量的用于住宅成为可能。最近几年，国家一直提倡城市建造钢结构小高层住宅，当然用在新农村的建设中也未尝不可。特别是在经济基础较好的地区，建造高层钢结构住宅也是完全可行的。如仅考虑造价，钢材比混凝土贵是显然的，但要真正评判一个结构系统的优越性，需全面系统地考虑问题，考察其综合效益。高层建筑采用钢结构具有良好的综合经济效益 和力学性能，其特点主要主要表现在：（1）.钢结构自重轻。结构自重的降低可以减小地震作用力，进而减少设计内力。此外结构自重的减轻还可以使基础的造价降低。（2）钢结构材料强度高。与混凝土结构相比，钢结构截面积小，从而增加建筑有效使用面积。（3）钢结构施工速度快。结构施工周期的缩短，可使整个建筑更早投入使用，缩短贷款建设的使用周期，从而减少借贷利息。（4）钢结构的延性比混凝土的延性好得多，从而钢结构的抗震性能比钢筋混凝土结构好。（5）钢结构的环保性能比较好。钢结构为干性施工，可避免混凝土湿性施工造成的环境污染。钢结构建筑拆除后，钢构件或可以直接利用，或经冶炼后在使用，对环境没有影响，因此，钢材也成为绿色建材。从以上的分析来看在农村大量利用钢材是完全可行的，当然从长远来看，这也正好本着节约的原则，不仅节约了大量的建筑用地，而且可防止大拆大建，加重农民负担，扎实稳步推进农村的整体发展。

钢结构住宅虽然拥有许多优点，但其本身也存在不少弱点，如防火能力差，易锈蚀等。而在我国，钢结构住宅毕竟属于初期发展阶段，仍存在许多问题需要解决，如钢结构住宅的综合技术规范不完善、投资过高、技术含量不高、缺少专业技术人才等。不过，随着社会经济的发展，科学技术的进步，上述问题的解决指日可待。

7

****大学毕业设计

2 设计资料和结构选料

2.1建筑概况

本工程是位于****市****河的一高层住宅(详图见总平面图)，地上10层，另有小棚一层。H=32.8m，L=46.5m，B=18.6m。建筑类别为二类，耐火及防火等级均为二级。

屋面做法为：现浇压型钢板-现浇混凝土组合的结构层，刷素水泥砂浆一道，20厚1：3水泥砂浆找平，4后高聚物改性沥青防水涂抹防水层，1：8水泥膨胀珍珠岩找坡，100厚憎水珍珠岩保温，30厚1：2.5水泥砂浆4200双向配筋，25厚1：3水泥砂浆结合层，粘贴10厚铺底缸砖，干水泥擦缝 。

楼盖做法为压型钢板混凝土组合楼板结构层，下有隔音低板顶棚，20厚水

泥砂浆找平，上铺磨光花岗石板（在花岗石板背面刷2-3厚YJ-9型建筑粘结剂后粘贴）。 外墙采用200厚泰柏板，除卫生间和厨房采用100厚泰柏板外其余均采用200厚泰柏板。门窗为塑钢门窗，室内部分门为木门。

2.2 结构设计条件

本建筑结构安全等级为二级，使用年限50年，抗震设防类别为丙类,抗震等级为三级，地震基本烈度为6度，基本地震加速度为0.05g，抗震分组为第二组，场地类比为Ⅰ类。地面粗糙程度为B类基本风压0.55kN/m2,基本雪压为0.15kN/m2。

工程地质概况： 杂质土层厚0.8m；粉质粘土层厚8—8.8m地基承载力fk=260kPa；碎石土层（未钻透），地基承载力fk=300kPa。

2.3结构选料

钢材选用Q235—B，摩擦型高强螺栓采用8.8级M20。框架梁和次梁选用窄翼缘的H型钢，框架柱选用H型钢截面。屋盖和楼盖均采用YX—70—200—600型压型钢板和混凝土组合楼板，混凝土强度等级采用C25。基础混凝土采用C30，钢筋采用HPB235。

3 结构方案

3.1抗震设防标准的确定

根据抗震规范(GB50011—2001)和钢结构规程（JGJ99—98），本地区抗震设防烈度为6度，抗震设防分类为丙类，处于Ⅰ类场地，故本工程可不计算地震作用，且可不进行罕遇

8

****大学毕业设计

地震作用下的结构计算。地震作用和抗震措施均按6度考虑。

3.2结构体系与布置

本工程的结构类型为钢结构纯框架体系。

3.3不规则检验

高宽比验算：由JGJ99—98知，6度抗震设防的钢结构最大高宽比为5，H/B=32.8/18.6=1.84<5，满足要求。

结构平面布置需满足L/Bmax=46.5/18.6=2.5<4，并且凹角伸出部分在一个方向的长度远小于该方向建筑总尺寸的25%，为平面规则结构；其竖向也为规则结构，故本工程为规则结构。

3.4结构布置

主框架结构平面布置图如图3.1图所示。基础采用平板式筏板基础，基础埋深为2.3m，基础顶面标高为-1.2m。图3.1为结构平面布置图

11121314161820212223262830323312468

15001500315023002600420018001300100040004930026004000100013001800420026002000RQNLGKL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GXL13000GKL1GKL1GKL1GL1GL1GKL1楼梯间315015001500GKL1GKZ1GKZ1GXL1GL1GKZ1GKL1GKZ1GXL10002300RP002000GKZ1GKL1GKZ1楼梯间GKL1GKL1GKZ1GKZ1CL1楼梯间GL1GKZ1GKL1GKZ1GXL1GL1GKZ1GKZ1MKG0018400JFC3200GL1GKL1GL12200GKL1EGKL1GKZ1GKL1GKZ1GKZ1GKL13900GKZ1GKZ1GKL1GKZ1GKZ1GKL1GKL1GKZ1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ120002000GKL1GKZ13900GKZ1GL1GL1GL1电梯GL1GKZ1间GKL1GKZ1GKZ1GKL1电梯间GKZ1GKL1GKZ1GKL1HGL1GKZ1电梯间GKL1GKZ1GL1GKZ1GKZ1220018400GXL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ1GKL1GKZ1GL1CL1GL1GL1GL1GKZ13200GKZ1GXL1GL1GL1GL1DBA1500A

3300100215028002900240033003000330046300330033003000330024002900280021503300100135791013159

171921242527293133****大学毕业设计

4 结构分析模型与计算简图

本工程L=46.5,B=18.6,为板式楼，根据该结构的平面布置图,不宜划分成平面抗侧力单元，应采用空间结构计算模型， 由于毕业设计条件所限，仅取一榀最不利的框架进行计算，其计算简图为十一层三跨平面框架，如图4.2所示。

hi=3,(i=2,3,4…11)

h1=4

图4.2 框架计算简图

5 分体系结构设计

5.1楼盖设计

同楼盖结构平面布置图，主梁最大跨度为8.6m,最小跨度为2.2m；次梁最大跨度为7.3m，最小跨度为3.0m；板的最大跨度为4.0m,最小跨度为1.9m。

5.1.1屋盖板的设计

5.1.1.1设计资料

压型钢板采用YX—70—200—600型（镀锌Z27,钢号Q235）, 厚度t=1.2mm,自重0.162 kN/m2，截面力学特征（1m宽）：全截面惯性矩I=164㎝4/m,断面W=40.0㎝3/m,有效截面

10

****大学毕业设计

惯性矩Ief=115㎝4/m,Wef=30.6㎝3/m。

压型钢板上浇90mm厚C25混凝土，楼面施工荷载取1.5 kN/m2。其构造如图5.1所示。

13070

5015020020

图5.1 楼盖截面图

70

5.1.1.2施工阶段验算 5.1.1.2.1荷载计算

压型钢板组合楼自重 gk=0.162+24×0.125=3.162kN/m

2取施工荷载 1.5 kN/m 设计值

2可变荷载控制的组合 1.2×3.162＋1.4×1.5=5.89 kN/m

2永久荷载控制的组合 1.35×3.162＋1.0×1.5=5.77 kN/m

5.1.1.2.2内力计算

计算宽度取b=1m，楼板最大跨度取l=4.0m

压型钢板沿顺肋方向一个波宽（200㎜）的弯矩设计值:

(gq)l25.894.02 M=0.20.22.356kN·m

885.1.1.2.3抗弯承载力验算

压型钢板在施工阶段的受弯承载力可按强边（顺肋）方向的单向板进行验算，其受压部分宽度bc=130mm>有效计算宽度be=50t=60mm，取be=60mm计算，而Ws=30.6㎝3/m

M2.53610677.0N/mm2205N/mm2,满足要求。 3Ws30.6105.1.1.2.4刚度验算

压型钢板施工阶段按单项单跨简支板验算刚度，E2.06106N/mm2,I115cm4/m,楼板跨度取最大值l4.0m,则

5ql450.2(3.1621.5)(4.0103)4 δ=13.2mm 54384EIs3842.061011510l4000,20}20mm,满足要求。 [δ]= min{,20}{180180 11

257090****大学毕业设计

5.1.1.3使用阶段验算 5.1.1.3.1荷载计算

压型钢板组合楼板 0.162＋24×0.125=3.162 kN/m2

素水泥浆一道（厚） 20×0.01=0.2 kN/m2 20厚1：3水泥砂浆找平 20×0.02=0.4 kN/m2 4厚高聚物改性沥青防水涂膜防水层 0.05 kN/m2 1：8水泥膨胀珍珠岩找坡2%最薄处40厚 0.05×2=0.1 kN/m2 100厚憎水膨胀珍珠岩块保温层 0.1×25=0.25 kN/m2

30厚1：25水泥砂浆Ф4@200双向配筋，6×6m分格 0.03×25=0.75 kN/m2

缝宽10，油膏嵌缝

4厚高聚物改性沥青防水卷材防水层（SBS,APP） 0.05 kN/m2 25厚1：3水泥砂浆结合层 0.025×20=0.5 kN/m2 粘贴10厚铺地缸砖（铺地砖），干水泥擦缝， 0.01×21=0.21 kN/m2

3×6m留10宽缝，1：3石灰砂浆勾缝 小计 5.67 kN/m2

V型轻钢龙骨吊顶 0.17 kN/m2 恒载:

5.84 kN/m2

活载 2.0 kN/m2

设计值 可变荷载控制的组合 1.2×5.84＋1.4×2.0=9.81 kN/m2 永久荷载控制的组合 1.35×5.84＋1.0×2.0=9.89 kN/m2

5.1.1.3.2内力计算

取一个波距的计算宽度

(gq)l29.884.02M0.20.23.923kN·m

88 V(gq)l9.894.00.20.23.923 kN 225.1.1.3.3正截面受弯承载力计算

f205N/mm2,E2.06105N/mm2,fc11.9N/mm2,ft1.27N/mm2,

hc90mm,h0160702125mm,Ap400mm,b200mm,11.0

Apf40020582kN1fchcb1.011.990200214.2kN

故塑性中和轴在压型钢板顶面以上的混凝土中，组合楼板受压区高度为

x

APF40020534.45mm0.55h00.5512568.75mm 1fcb1.011.920012

****大学毕业设计

故取x34.45mm,yph0x212534.452107.76mm， 则受弯承载力为

Mu0.81fcxbyp0.81.011.934.45200197.767.07kNmM3.923kNm故满足要求。

5.1.1.3.4斜截面抗剪承载力计算

Vu0.7ftbh00.71.2720012522.225kNV3.923kN

故满足要求。

5.1.1.3.5刚度验算

Bh302001253单元板宽度内截面惯性矩 I032.6106mm4，

1212每延米宽度内截面惯性矩 Isk1000I0163106mm4, 200 IspIsk81.5106mm4, 2荷载短期效应组合下 Qgkqk5.842.07.84kN/m 荷载长期效应组合下 Qgkqqk5.840.42.06.64kN/m 荷载短期效应组合下的挠度

5ql457.8440004l40000.78mm11.1mm 56384EsIsp3842.061016310360360荷载长期效应组合下的挠度

5ql456.6440004l40001.32mm11.1mm 均满56384EsIsp3842.061081.510360360足要求。

5.1.1.3.6自振频率的验算

由5.1.1.3.5中永久荷载产生的挠度 w0.78mm0.078cm

f10.178w10.1780.07820.1Hz15Hz

故自振频率满足要求。 5.1.1.3.6 组合楼板的构造要求

前面的计算中将组合楼板简化成剪支板来验算施工及正常使用过程中的承载力与挠度，但实际上在简支板的端部肯定受负弯矩的作用，故在此处要按构造配置负弯矩筋以满足此处的承载力要求。

根据连续组合楼板按简支板设计时需配置的抗裂钢筋截面面积应大于相应混凝土截面的最小配筋率为0.2%的要求，配6@100的抗裂钢筋，一米宽板带的配筋面积为

13

****大学毕业设计

22283mm0.2%1000125250mm的要求，顺肋方向抗裂钢筋的保护层厚度为20mm。与抗裂钢筋垂直的分布钢筋同样按构造要求，取为6@150。抗裂钢筋的配置长度从边缘算起为800mm，能够满足抗裂钢筋与不小于5根分布钢筋相交的要求。

为阻止压型钢板与混凝土之间的滑移，在组合楼板的端部均设栓钉，栓钉应设置在端支座的压型钢板凹肋处穿透压型钢板，并将栓钉和压型钢板均焊于钢梁翼缘上。栓钉的直径均取为d16mm。在压型钢板端部每一个凹肋处设置栓钉，栓钉还应符合下列要求：沿梁轴方向满足s5d,取s100mm；沿垂直于梁轴方向满足s4d,取s80mm。

5.1.2屋盖次梁的设计

5.1.2.1荷载计算

次梁截面选用HN400200813,f215N/mm2,fv125N/mm2, 次梁最大跨度l7.3m。

截面力学特征，自重66.0kg/m0.66kN/m,Wx1190cm3,Ix23700cm4 次梁承受的线荷载为

3.92.2 恒载 gk5.840.6618.3kN/m

23.92.2活载 qk2.06.1kN/m

2标准组合 Qkgkqk18.36.124.4kN/m 设计值

可变荷载控制的组合 1.218.31.46.130.5kN/m 永久荷载控制的组合 1.3518.31.06.130.8kN/m

5.1.2.2内力计算

次梁的计算简图如图5.2所示。

图5.2次梁的计算简图

按简支板计算最大弯矩设计值

ql230.87.32M205.2kNm

885.1.2.3强度验算

抗弯强度验算

14

****大学毕业设计

Mx205.2106 164.2N/mm2f215N/mm2 3xWnx1.05119010抗剪强度验算，由于型钢的腹板较厚，不必验算抗剪强度。 5.1.2.4整体稳定验算

将次梁连于主梁的加劲肋上，不必验算次梁支座处局部承压强度。 5.1.2.5刚度验算

全部荷载标准值作用下

5ql4524.4730047300fk18.4mm29.2mm 54384EIx3842.06102370010250可变荷载标准值作用下

5ql456.1730047300fq4.6mm24.3mm 54384EIx3842.06102370010300均满足要求。

5.1.3 楼盖板的设计

楼盖板的设计资料和施工阶段的验算均同屋盖板的，不再赘述，下面进行楼盖板使用

阶段的验算。

5.1.3.1 楼盖板使用阶段的验算 5.1.3.1.1 荷载计算

恒载 磨光花岗石板20厚

1:3干硬性水泥砂浆结合层20厚

水泥砂浆一道

1.00 kN/m2

压型钢板与混凝土组合楼板 0.162240.1253.162kN/m2

V型轻钢龙骨吊顶 0.17 kN/m2

小计 4.332 kN/m2 活载 2.0 kN/m 设计值

可变荷载控制的组合 1.2×4.33＋1.4×2.0=8.00kN/m2 永久荷载控制的组合 1.35×4.33＋1.0×2.0=7.85kN/m2

5.1.3.1.2内力计算

取一个波距计算宽度

(gq)l28.004.02M0.20.23.2kN·m

88

15

2

****大学毕业设计

V(gq)l20.28.004.020.23.2 kN 5.1.3.1.3正截面受弯承载力计算

f205N/mm2,E2.06105N/mm2,fc11.9N/mm2,ft1.27N/mm2,hc90mm,h0160702125mm,Ap400mm,b200mm,11.0

Apf40020582kN1fchcb1.011.990200214.2kN

故塑性中和轴在压型钢板顶面以上的混凝土中，组合楼板受压区高度为

xAPF400205.920034.45mm0.55h00.5512568.75mm 1fcb1.011取x34.45mm,yph0x212534.45107.75mm，则受弯承载力为

Mu0.81fcxbyp0.81.011.934.5200197.757.08kNmM3.20kNm故满足要求。

5.1.3.1.4斜截面抗剪承载力计算

Vu0.7ftbh00.71.2720012522.225kNV3.20kN 故满足要求。

5.1.3.1.5刚度验算

IBh302001253单元板宽度内截面惯性矩0121232.6106mm4，

每延米宽度内截面惯性矩 I1000skI6200016310mm4, IspIsk81.51062mm4, 荷载短期效应组合下 Qgkqk4.332.06.33kN/m 荷载长期效应组合下 Qgkqqk4.330.42.05.13kN/m 荷载短期效应组合下的挠度

5ql4384E56.3340004l4000560.63mm11.1mmsIsp3842.061016310360360荷载长期效应组合下的挠度

5ql455.1340004384E2.0610581.51061.02mml360400036011.1mmsIsp384足要求。

5.1.3.1.6自振频率的验算

由5.1.3.1.5中永久荷载产生的挠度 w0.63mm0.063cm

16

均满

****大学毕业设计

f10.178w10.1780.06322.4Hz15Hz

故自振频率满足要求。

5.1.3.1.7组合楼板设计的构造要求

标准层的楼盖板所需配置的抗裂钢筋和分布钢筋及压型钢板与混凝土的连接栓钉的设置均与屋盖板一样，在此不再余赘。

5.1.4 楼盖次梁的设计

5.1.4.1荷载计算

次梁截面选用HN350175711 ，f215N/mm2,fv125N/mm2, 次梁最大跨度l7.3m。

截面力学特征，自重50.0kg/m0.50kN/m,Wx782cm3,Ix13700cm4 次梁承受的线荷载为

3.92.2 恒载 gk4.330.5013.7kN/m

23.92.2活载 qk2.06.1kN/m

2Qgkqk13.76.119.8kN/m标准组合 k 设计值

可变荷载控制的组合 1.213.71.46.125.0kN/m 永久荷载控制的组合 1.3513.71.06.124.6kN/m 5.1.4.2内力计算

计算简图如图5.3所示。

图5.3楼盖次梁的计算简图 按简支板计算最大弯矩设计值

ql225.07.32M166.5kNm88

5.1.4.3强度验算

抗弯强度验算

Mx166.510622202.8N/mmf215N/mm3W1.0578210xnx

17

****大学毕业设计

抗剪强度验算，由于型钢的腹板较厚，不必验算抗剪强度。 5.1.4.4 整体稳定验算

将次梁连于主梁的加劲肋上，不必验算次梁支座处局部承压强度。 5.1.4.5 刚度验算

全部荷载标准值作用下

5ql4519.8730047300fk25.9mm29.2mm 54384EIx3842.06101370010250可变荷载标准值作用下

5ql456.1730047300fq8.0mm24.3mm 54384EIx3842.06101370010300均满足要求。 5.2 墙体设计 内外墙均采用泰波网架轻板墙体，外墙采用外保温复合外墙，内墙采用隔墙构造，部分具体构见下图 板缝两侧用平连接网补强 H型钢柱U型连接件聚苯泡沫填充1L型连件射钉1-1L型连件射钉1 H型钢与双板连接墙与楼地面连接图5.4 墙体构造图 5.3 阳台设计 本建筑中有两种型式的阳台,一种为顺板肋方向挑出的板式阳台,另一种为梁式阳台,因为这种阳台的悬挑方向与搂板肋垂直,宜设为梁式的。 5.3.1板式阳台的设计 阳台板仍为压型钢板与混凝土组合楼板,即为与楼板同时现浇而成向外悬挑1.5m,本建筑中有宽为2.9和3.3的两种,去1米宽的板条进行负弯矩筋的配置计算即可。其施工检修荷载取1.5kN/m。

18

****大学毕业设计 图5.5 阳台的构造图

1201200墙体楼层标高50压型钢板15001005.3.1.1荷载及内力计算

恒载：

20㎜厚水泥砂浆面层 0.02×20=0.4 kN/㎡ 压型钢板与混凝土组合楼板 3.16 kN/㎡ 20㎜厚水泥砂浆底面 0.02×20=0.4 kN/㎡ 3.96 kN/㎡ 活载标准值 2.5 kN/㎡ 均布荷载设计值：

由可变效应控制的组合： 1.2×3.96＋1.4×2.5=8.25 kN/㎡ 由永久效应控制的组合： 1.35×3.96＋1.0×2.5=7.85 kN/㎡ 取8.25 kN/㎡。 栏板自重：

20㎜厚石灰砂浆面层 0.02×17=0.34 kN/㎡ 120㎜厚混凝土 0.12×24=2.88 kN/㎡

20㎜厚水泥砂浆底面 0.02×20=0.4 kN/㎡ 3.56 kN/㎡ 1米板条的端部集中荷载为： 3.56×1.0×1.2=4.27 kN

图5.6 阳台板计算简图

19

****大学毕业设计 最大弯矩设计值为：（阳台板计算简图如右图） 11 Mmaxql2Fl8.251.52(1.01.54.271.5)17.19kN·m 22 1000钢筋面积 混凝土高度 压型钢 板高度fAxαfbx5.3.1.2 阳台板负弯矩筋配筋计算 200 负弯矩超限判断： 图5.7 阳台板配筋的计算简图 ac35mm,fc11.9N/mm2,hc90mm,hp70mm,fsy210N/mm2 单位长度内压型钢板的下翼缘宽度b550250mm, Mu1fcbhp(hp/2hcc)10001fchc(hc/2c)

=1.0×11.9××250×70×(70/2+90-35)+1000×1.0×11.9×90 =18742500+10710000=29.45kN·m>Mmax17.19kN·m，不需要加大混凝土层的厚度。

x由式子1fcbxfsyAs和1fcbx(h0)Mn,

21fcbh012fc2b2h0221fcbMn得,x

1fcb1.011.92501251.0211.922502125221.011.925017.1910661.2mm1.011.9250 As1fcbxfsy1.011.925061.2867mm2

210 选用14@160，AS961.9mm2。 5.3.1.3 栏板配筋计算 5.3.1.3.1荷载计算：

栏板所受的水平荷载为0.5kN

设计值： 1.4×0.5=0.7 kN

取1米宽栏板计算：(栏板高1.2米) 图5.8 栏板的计算简图 最大弯矩设计值：M=0.7×1.2=0.84kN·m

板厚为120㎜,环境类别为一类,混凝土强度等级为C25,钢筋保护层厚度为15㎜, ac20mm,fc11.9N/mm2,h0100mm,f1.27N/mm2t,fsy210N/mm2, b0.614,11.0。

20

****大学毕业设计

M0.84106s0.007,112s0.007 251fcbh01.011.9100.8410640.14mm2 s0.5(112s)0.996,Asfysh02100.996100M按最小配筋率配筋：0.2%×1000×120=240mm2，只需按构造配筋,选8@200， As252mm2,满足要求。

5.3.2梁式阳台的设计 5.3.2.1荷载计算

恒载： 3.96 kN/㎡ 活载： 2.5 kN/㎡ 均布荷载设计值：

由可变效应控制的组合： 1.2×3.96＋1.4×2.5=8.25 kN/㎡ 由永久效应控制的组合： 1.35×3.96＋1.0×2.5=7.85 kN/㎡ 取8.25 kN/㎡。

栏板自重： 3.56 kN/㎡

5.3.2.2连梁的设计

先选连梁的截面为HN175×90×5×8,其截面参数为：

As23.21cm2,q0.182kN/m,Ix1220cm4,Wx140cm3

连梁所受荷载的设计值为： Q=(3.56×1.2+0.182)×1.4=6.24 kN/m

11 跨中最大弯矩为： Mmaxql26.245.3221.9kN·m

88 由强度公式：

M21.9106Wnx97cm3

xf1.05215故选截面HN175×90×5×8,梁跨中无孔眼削弱,两的抗弯强度满足要求。由于剪力不大,腹板较厚,不必验算抗剪强度。又连梁上部与悬臂梁的加劲肋相连,不必验算支座处的局部承压强度。 验算挠度：

在全部荷载标准值作用下：

uT[uT]54.4545300311 l3842061031220104292l250则连梁的挠度满足要求。

21

****大学毕业设计

5.3.2.3悬臂梁的设计 5.3.2.3.1荷载计算

阳台板传来的恒载： 3.96×(1.5+2.65)=16.434kN/m 栏板及连梁传来的集中力： (1.2×3.56+0.182)×(1.5+2.65) =18.48kN

活荷载： 2.5×(1.5+2.65)=10.375kN

线荷载的设计值： 1.2×16.434+1.4×10.375=34.25 kN/m 集中荷载设计值： 1.2×18.48=22.176 kN 悬臂梁根部所受到的最大弯矩为：

1 M34.251.5222.1761.571.80kN·m

2 V1.534.2522.17673.55kN 5.3.2.3.2 强度和稳定性的验算

M71.8106用抗弯刚度来设计悬臂梁的截面：Wnx318.05cm3

xf1.05215选HN300×150×6.5×9的截面，其截面抵抗矩为Wnx490cm3,重量为q0.373kN/m,则梁的抗弯刚度满足要求。又由该截面的腹板较厚,不必验算其抗剪强度。其上部与楼板连牢,整体稳定性可以保证,不必验算。 5.3.2.1.4 刚度验算 悬臂梁跨度L1500mm 全部线荷载标准值作用下 T1ql416.43410.38150041.12mm 8EI82.061057350104Fl318.48150031.37mm 543EI32.0610735010全部集中荷载标准值作用下 T2全部荷载标准值作用下 vTvT1vT22.49mmvT可变线荷载标准值作用下 Q1均满足要求。

2150012mm 250ql410.38150040.43mm 8EI82.0610573501045.4 楼梯的设计

5.4.1梯梁计算 5.4.1.1荷载和内力计算

梯梁和平台梁采用简支连接。梯梁跨度的水平长度为2.24m，竖向长度为1.5m，斜向

22

****大学毕业设计

跨度为2.70m，踏板取40mm厚。

q2.18kN/m

Ly1.5m

Lx2.24m

图5.9梯梁计算简图

梯梁初步选用槽钢，型号为10，自重为0.10kN/m，截面模量为Wx39.7cm3。

12.6楼梯板（宽为2.621.3m）传于梯梁的自重 0.02250.20.46kN/m

22梯梁所受荷载

楼梯恒荷载 0.10.460.56kN/m

2.241活荷载 21.31.08kN/m

2.702梯梁所受线荷载标准值 0.561.081.64kN/m

设计值 可变荷载控制的组合 1.20.561.41.082.18kN/m

永久荷载控制的组合 1.350.561.01.081.84kN/m

pl2.182.242.70梯梁的支座反力 RARB2.9kN

2cos22.24ql22.182.2422.701.6kNm 梯梁的最大弯矩 M8cos82.245.4.1.2强度验算

抗弯强度验算，由受弯构件的强度计算公式

M1.6106 38.3N/mm2f215N/mm2，满足要求。 3xWnx1.0539.7105.4.2平台梁计算

5.4.2.1荷载和内力计算

平台梁两端采用简支连接。其跨度为2.6m，计算简图如图5.10示

23

****大学毕业设计

q2.18kN/m

L2.6m

图5.10平台梁计算简图

该梁选用HN200×100×5.5×8，Wx188cm3,Ix1880cm4，自重为0.20kN/m。 平台板仍用压型钢板与混凝土组合楼板。 平台梁所受线荷载为

1.41恒荷载 4.330.23.05kN/m

21.41活荷载 21.41kN/m

2平台梁所受线荷载标准值 3.051.414.46kN/m

设计值 可变荷载控制的组合 1.23.051.41.415.63kN/m

永久荷载控制的组合 1.353.051.01.415.53kN/m 平台梁上的集中荷载 F2RK22.95.8kN

ql2Fl5.632.625.82.68.53kNm 梯梁的最大弯矩 M84845.4.2.2强度和稳定性验算

抗弯强度验算，由受弯构件的强度计算公式

M8.5310622 ，满足要求。 43.2N/mmf215N/mm3xWnx1.0518810由于腹板较厚，不必验算抗剪强度。

组合楼板与次梁连牢，可视为刚性铺板，整体稳定可以保证。 热轧型钢不必验算局部稳定。 5.4.2.3刚度验算

全部荷载标准值作用下

5ql454.46260042600V0.68mm10.4mm

384EIx3842.061051880104250可变荷载标准值作用下

5ql451.41260042600VQ0.22mm8.7mm 54384EIx3842.0610188010300均满足要求。

24

****大学毕业设计

6 主框架荷载计算与内力分析

本工程为板式结构，根据该结构布置不规则，应采用空间结构计算模型，但由于毕业设计时间和计算条件有限，在计算过程中近似采取选择一榀受力较为的框架进行计算。经分析选取⑥到⑧轴处的一榀框架进行计算，计算简图为一11层三榀框架如图4.2所示。

6.1构件截面尺寸的初步确定

框架梁选用窄翼缘H型钢，框架柱选用宽翼缘H型钢。

6.1.1 框架梁截面型号的确定

6.1.1.1标准层框架梁截面的确定 6.1.1.1.1荷载计算

楼板、面层自重：4.332kN/㎡

作用在框架梁上的均布荷载为：填充墙及粉刷：5.7 kN/m

板面的活荷载为2.0 kN/㎡，作用在梁上的均布荷载为：

3.92.03.9kN/m 23.94.332=8.45kN/m 2梁上作用的线荷载设计值（暂不考虑钢梁）:

g+q=1.2×(8.45+5.7)+1.4×3.9=22.44kN/m

考虑到钢梁固定端弯矩，初步估计最大弯矩（首先选一跨度为8.6m框架梁进行计算）

1122Mmax=（g+q）·l0=×22.44×8.6=138.31kN·m

1212考虑到内力组合时梁的最不利的内里组合是：恒载+活载+风载，将计算弯矩乘上1.2的放

MxMx1.2138.311062大系数，可得：==771.96㎝ f,即WnxxWnxxf1.0215因此，截面选用HN400×200×8×13的截面， Wnx=119㎝，Ix=1740㎝，自重0.66 kN/m加上梁自重重新验算：g+q=1.2×(8.45＋0.66＋5.7)＋1.4×3.9=23.23kN/m

2112 Mmax=（g+q）·l0=×23.23×8.6=143.18kN·m

1212Mx1.2143.181062 Wnx==799.14㎝

xf1.021533故选HN400×200×8×13的截面满足强度要求。

对于屋面楼板框梁仍选用HN400×200×8×13的截面，验算其承载力是否满足：

25

****大学毕业设计

6.1.1.2屋盖框架梁截面的确定 6.1.1.2.1 荷载计算

楼板、面层自重： 5.84kN/㎡

3.9作用在框架梁上的均布荷载为：5.84=11.39kN/m

2板面的活荷载为2.0 kN/㎡，作用在梁上的均布荷载为：

3.92.03.9kN/m 2梁上作用的线荷载设计值:

g+q=1.2×11.39+1.4×3.9=16.85kN/m 考虑到钢梁固定端弯矩，初步估计最大弯矩：

1122Mmax=（g+q）·l0=×16.85×8.6=103.85kN·m

1212考虑到内力组合时梁的最不利的内里组合是：恒载+活载+风载，将计算弯矩乘上1.2的放

MxMx1.2103.851062大系数，可得：==541.0㎝ f,即WnxxWnxxf1.0215故屋面选HN400×200×8×13的截面满足强度要求。

6.1.2框架柱截面型号的确定

选取一受力最大的柱，如A轴线处的底层柱，计算其内力。每个标准层作用的压力为

176.28 kN，顶层为212.70 kN，则底层柱受轴力为：212.70+10×176.28=1975.5 kN 钢框架结构中，框架柱的长细比控制在30～70之间，在这个范围内柱的轴心受压稳定系数大致在0.7～0.8范围内，同时考虑到柱是处于弯压状态，在没有计算弯矩作用时，把柱所受轴力N乘以放大系数。

1.4NNf,即A A0.5fN1950.13103181.4cm2 取A0.5f0.5215选取截面HW400×400×13×21，A=219.5㎝，自重0.172 kN/m，Ix=66900㎝，

3Iy=22400㎝。

236.2 计算框架梁、框架柱的刚度

6.2.1框架梁刚度的计算

查得HN400×200×8×13型钢的截面参数为:Ix=23700㎝4,Wx=1190㎝3，A=84.12㎝2 考虑楼板对梁抗弯刚度的有力作用(仅整体受力分析时),则框架梁的梁抗弯刚度为：

26

****大学毕业设计

A-C跨梁的刚度:Ib=1.2Ix=1.2×23700=28400㎝4 C-J跨梁的刚度:Ib=1.5Ix=1.5×2×23700=71100㎝4 J-N跨梁的刚度:Ib=1.5Ix=1.2×2×23700=56880㎝4

则框架梁的抗弯及抗拉强度为:EI1=2.06×10×28400×10=58504kN·㎡

235 EA1=2.06×10×84.12×1010=1732872kN EI2=2.06×10×71100×10=146466kN·㎡

235 EA2=2.06×10×84.12×1010×2=3465744kN EI3=2.06×10×56880×10=117172.8kN·㎡

235 EA3=2.06×10×84.12×1010×2=3465744kN

545454 6.2.2框架柱的刚度的计算

框架柱的截面参数：Ix=66900㎝,Iy=22400㎝，A=219.5㎝ 单柱: EIx=2.06×10×66900×10=137814 kN·㎡ EA1=2.06×10×219.5×10=451700kN

双柱: EIx=275628kN·㎡

EA2=903400kN

52584426.3 计算荷载及作用

6.3.1 荷载计算

6.3.1.1 恒荷载计算

6.3.1.1.1 屋面框架梁所受荷载

6.3.1.1.1.1 屋面框架梁所受集中荷载

女儿墙（1.5米高）及粉刷：混凝土空心小砌块 11.8×0.19=2.242kN/㎡ 内外20厚粉刷： 0.36×2=0.73 kN/㎡ 女儿墙自重： （2.242+0.72）×1.5=4.443kN/m 楼板、面层自重： 5.84kN/㎡ 框梁自重： 0.66kN/m 次梁自重： 0.66kN/m 6.3.1.1.1.1.1 A-C跨处的荷载计算

3.28.258.6A轴处的集中荷载：（5.84×＋0.66＋4.44）×=138.91kN

223.92.2 C轴处的集中荷载：板传到次梁上的线荷载：5.84×=17.812kN

2 次梁自重： 0.50kN/m

27

****大学毕业设计

次梁上的线荷载： 18.312kN/m

8.258.6次梁传到柱上的集中荷载：18.312×=154.2Kn

26.3.1.1.1.1.2 C-J跨上所受的集中荷载 F轴处的作用的集中荷载计算：

3.22.2板传到次梁上的线荷载：5.84×=15.768kN

2 次梁自重： 0.66kN/m 次梁上的线荷载： 16.268kN/m

8.257.3 F轴处的集中荷载： 16.268×=126.48kN

2 J轴处的作用的集中荷载计算：

3.22.1板传到次梁上的线荷载： 5.84×=15.476kN

2 次梁自重： 0.66kN/m

次梁上的线荷载 15.976kN/m

8.257.3J轴处的集中荷载： 15.976×=124.21kN

26.3.1.1.1.1.3 J-N跨处的荷载计算

L轴处的作用的集中荷载计算：

2.13.0板传到次梁上的线荷载： 5.84×+0.66=15.56kN/m

28.257.3L轴处的作用的集中荷载为： 15.40×=119.7kN

2N轴处的作用的集中荷载计算：

3.0板传到次梁上的线荷载： 5.84×+0.66=9.42kN/m

2女儿墙自重： 4.44kN/m

6.757.3N轴处集中荷载值： 13.86×=97.37kN

26.3.1.1.1.2 屋面框架梁所受的均布荷载

A-C跨梁的均布荷载： 0.66 kN/m C-J、J-N跨梁的均布荷载： 2×0.66=1.32kN/m 6.3.1.1.2 楼面框架梁所受恒载

楼板、面层自重： 4.332kN/㎡ 填充墙及粉刷自重： 5.7 kN/m 框梁自重： 0.66kN/m 次梁自重： 0.50kN/m 墙体自重

厨房及卫生间重： 0.95kN/㎡

其它墙体： 1.90 kN/㎡

塑钢门窗自重： 0.4kN/㎡

28

****大学毕业设计

钢柱自重： 1.72 kN/m 柱防火保护层的自重： 0.8 kN/m

框架柱自重： 2.52 kN/m 6.3.1.2.1楼面框架梁所受集中荷载 6.3.1.2.1.1 A-C跨上所受的集中荷载

A轴处的集中荷载计算

墙体、粉刷及门窗自重：

8.258.65.7×-（1.9-0.4）×（2.2×2.1＋1.2×2.0

2＋1.5×2.0＋1.8×2.1）=24.268kN

3.92.2 钢梁自重传来的荷载： 0.66×=5.56kN

2 柱自重： 3.0×（1.72+0.8）=7.56 kN

集中荷载值为： 108.56kN

C轴处的集中荷载计算：

3.92.2板传到次梁上的线荷载： 4.332×=13.21kN

2 次梁自重： 0.50kN/m

次梁上的线荷载： 13.71kN/m 柱自重： 3.0×（1.72+0.8）×2=15.12kN

8.258.6 C轴处的集中荷载： 13.71×＋15.12=130.63kN

26.3.1.2.1.2 C-J跨上所受的集中荷载 F轴处的集中荷载计算：

3.22.2次梁上所受线荷载： 4.332×+0.5=11.76kN/m

28.257.3 F轴处的集中荷载为： 11.76×=91.43 kN/m

2 J轴处的作用的集中荷载计算：

3.22.1板传到次梁上的线荷载： 4.332×=11.48kN

2 次梁自重： 0.50kN/m

次梁上的线荷载： 11.98kN/m

8.257.3J轴处的集中荷载： 2×7.56+ 11.98×=108.26kN

26.3.1.2.1.3 J-N跨处的荷载计算：

L轴处的作用的集中荷载计算：

8.257.32.13.0L轴处的集中荷载为 （4.332+=89.77kN 0.5）×

22N轴处集中荷载的计算：

墙体、粉刷及塑钢门窗的自重：

29

****大学毕业设计

6.757.35.7(1.90.4)(1.81.951.01.61.21.6 21.21.61.62.71.01.6)20.618kN6.757.3=4.637kN 2柱子自重： 15.12kN

3.06.757.3板传给框梁，梁再传给柱的集中荷载：4.332×45.648 kN

22N轴处的作用的集中荷载： 86.02kN

6.3.1.2.2楼面框架梁所受的均布荷载：

框梁传来的荷载： 0.66×

A-C跨的均布荷载： 5.7＋0.66=6.36kN/m C-J、J-N跨的均布荷载： 2×(5.7+0.66) =12.72kN/m

6.3.1.2活荷载的计算

屋面活荷载： 2.0kN/m

雪荷载： 0.15 kN/m

组合时雪荷载与屋面活载不同时考虑，活载较大，只取活载。此时屋面活载与楼面活载相同。计算楼面及屋面的活荷载计算过程如下：

3.98.68.25 A轴处所受的集中力： 2.0×=32.86kN 223.92.28.68.25 C轴处所受的集中力： 2.0×=51.4kN 223.22.28.68.25 F轴处所受的集中力： 2.0×=45.5kN 222.13.27.28.25 J轴处所受的集中力： 2.0×=41.2kN 227.38.25 L轴处所受的集中力： 5.1×=39.5kN

238.257.3 N轴处所受的集中力： 2.0×=21.1kN

226.3.1.3风荷载的计算

风荷载标准值计算公式为：zszo

对于矩形截面s=1.3；z可查荷载规范，当查得z〈1.0时，取z=1.0。 根据荷载规范取T1=0.1n=0.1×11=1.1，0·T12=0.55×1.12=0.67，查表得脉动增大系数为=2.935。

结构的高宽比：34/18.4=1.85，且该建筑处于B类地区，查得脉动影响系数，=0.49。 振型系数z可由Z/H值查表得到。将风荷载转换成作用于框架每层节点上的集中荷载，具体计算过程如下表所示。其中z为风振系数，k为风载标准值，A1、A2分别为左风及右风的受风面积。

表6.1

30

****大学毕业设计

z=1层Z 数 m z s Z/H z +k A1 A2 ㎡ z kN.m ㎡ z左风 右风 kN·m kN·m 11 34 1.476 1.3 1.0 1.0 1.795 1.894 25.28 24.98 47.87 47.3 10 31 1.434 1.3 0.912 0.877 1.718 1.761 25.28 24.98 44.51 43.98 9 28 1.386 1.3 0.824 0.769 1.651 1.615 25.28 24.98 40.82 40.33 8 25 1.335 1.3 0.735 0.695 1.611 1.538 25.28 24.98 38.87 38.41 7 22 1.284 1.3 0.647 0.553 1.505 1.382 25.28 24.98 34.93 34.52 6 19 1.228 1.3 0.559 0.421 1.402 1.231 25.28 24.98 31.11 30.74 5 16 1.162 1.3 0.471 0.348 1.351 1.122 25.28 24.98 28.36 28.02 4 13 1.084 1.3 0.382 0.252 1.273 0.987 25.28 24.98 24.95 24.65 3 10 2 1

1.0 1.0 1.0 1.3 0.294 0.165 1.194 0.854 25.28 24.98 21.58 21.33 1.3 0.206 0.085 1.100 0.787 25.28 24.98 19.89 19.66 1.3 0.118 0.031 1.036 0.741 24.43 24.14 18.10 17.89 7 4 6.4各项荷载单独作用下的内力图和位移表

各种荷载单独作用下的计算简图如图6.1。

6.4.1恒荷载标准值作用下的内力图和位移图

恒荷载作用下，框架的内力和位移可由结构力学求解器求得，如图6.2和表6.3。

6.4.2活荷载标准值作用下的内力图和位移图

活荷载作用下，框架的内力和位移可由结构力学求解器求得，如图6.3和表6.3。

6.4.3风荷载标准值作用下的内力图和位移图

风荷载作用下，框架的内力和位移可由结构力学求解器求得，如图6.3、6.4，和表6.3。

31

****大学毕业设计

恒载作用下计算简图 活载作用下计算简图

左风作用下计算简图 左风作用下计算简

图6.1 各种荷载作用下计算简图

32

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 位移图

图6.2 恒荷载作用下的内力图和位移图

33

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 挠度图 图6.3 活荷载作用下的内力图和位移

34

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 侧移图

图6.4 左风荷载作用下的内力图和位移图

35

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 侧移图 图6.5 右风荷载作用下的内力图和位移图

36

****大学毕业设计

表6.3 风荷载作用下侧移(m) 恒载作用活载作用下最大跨下最大跨左风 右风 中挠度中挠度（m） （m） 绝对侧移 层间侧移 绝对侧移 层间侧移 0.00648 0.00628 0.00613 0.00589 0.00573 0.00516 0.00467 0.0041 0.00345 0.00272 0.00192 0.0021 0.00203 0.00198 0.0019 0.00186 0.00168 0.00152 0.00134 0.00113 0.00089 0.00064 0.038 0.036 0.0.5 0.032 0.029 0.026 0.022 0.018 0.014 0.009 0.004 0.002 0.001 0.001 0.003 0.003 0.003 0.004 0.004 0.004 0.005 0.005 0.040 0.028 0.037 0.034 0.031 0.028 0.024 0.019 0.015 0.010 0.005 0.002 0.001 0.003 0.003 0.003 0.004 0.005 0.004 0.004 0.005 0.005 楼层 限值 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 0.0075 11 10 9 8 7 6 5 4 3 2 1 6.5 验算顶点侧移和层间位移

计算侧移时，不考虑重力荷载对结构侧移的影响，也不考虑风荷载与水平地震作用之

间的效应组合。因此，结构的位移验算只需考虑风荷载或水平地震作用单独效应。

Hh 风荷载作用是，层间侧移限值为，结构的整体侧移限值为。由表5.3可知，风

500400荷载对结构产生的层间侧移和总体侧移均小于限值，故风荷载作用下顶点的侧移和层间侧移都能满足要求。

h 地震作用时，层间侧移限值为。由表5.3可知，地震荷载对结构产生的层间侧移限

250值，故地震作用下层间侧移也满足要求。

6.6 各种工况下的内力组合

6.6.1第一工况下的内力组合

无地震作用时的荷载效用组合

37

****大学毕业设计

永久荷载分项系数GS1.2,sGSGKQQKQKWWSWK

当永久荷载效用起控制作用时：风荷载的荷载效用分项系数w1G.41.35,Q0.7,W0.0 风荷载起控制作用时：W1.0,Q0.7

根据本工程的实际情况选以下几种组合进行计算：

S11.2SGK1.4SQK，S21.2SGK1.4SQK1.4SWK S31.2SGK1.4SQK0.61.4SWK

楼面荷载分项系数Q1.4S41.2SGK0.71.4SQK1.4SWK ，S51.35SGK0.71.4SQK

6.6.1.1框架梁的内力组合

无地震作用参与组合时，各层框架梁的组合后的内力见表6.4。 6.6.1.2框架柱的内力组合

无地震作用参与组合时，各层框架柱的组合后的内力见表6.5。

6.6.2第二工况下的内力组合

由于本工程的抗震验算烈度为6度，不必进行有震工况下的组合，在计算过程中也计算了地震荷载用作最后验证总结。

6.7验算风荷载作用下的顶点风振加速度

6.7.1顺风向顶点最大加速度

由前面计算风荷载时确定的参数：风载体型系数s=1.3，重现期调整系数r=0.83，基本风压0=0.55，脉动影响系数为=0.49，查表得脉动整大系数=2.935。 计算本榀框架的总重量：

屋盖楼板（14.4×8.425-2.2×2.6）×5.84=675.10kN 屋盖楼板（14.4×8.425-2.2×2.6）×5.195=500.78kN 女儿墙：4.4×8.425×2=74.14kN

每层梁：0.5×8.425×2+0.66×8.425×4+0.66×（2×10.5+3.9）=16.434kN

标准层柱：2.52×3×7=52.92kN

阳台自重：2.9×1.5×3.96+（2.9+2×1.5）×3.56×1.2=42.0kN 标准层墙及门窗自重：（8.25+8.6+2×2.7+3.9+2×8.3+2×5.4+3×3.6）×1.9×3.0-（0.5×1.2×2.0+0.5×1.5×2.0+1.5×2.0+1.8×2.1+1.2×1.6+1.0×1.6+0.5×2.7×1.6+1.2×2.0+2×1.0×2.1）×（1.9-0.4）+[2×（2.3+2.4）+3.0]×0.95×3=347.0kN 一层墙体：[8.25+8.6+3.9+2×（8.3+2.2）+3×2.6]×1.9×4.0-10.5×2×2.7×2.05+（1.5×2.1+2.4×2.05+2.4×2.3+1.2×2.0）×（1.9-0.4）+2×8.3×4.0×0.95=407.4kN

底层柱： 2.52×4×7=70.56kN

38

****大学毕业设计

总重量：

G=675.10+10×500.78+10×42.0+74.14+10×347.0+407.4×47.1×11+52.92×

10+70.56=11098.16kN

本榀框架总质量： mtot=G/9.8=11098.16/9.8=1132.5t 本榀框架的受风面积： A=34×8.425=286.45㎡ 则顺风向的顶点加速度为：

w=s0Amtot=2.935×0.49×

1.30.830.55286.452=0.176m/s

1132.5[w]=0.2 m/s2即结构的顶点风震加速度满足要求。

7 主框架的设计

7.1验算框架的整体稳定性

7.1.1计算各构件的线刚度及回转半径

7.1.1.1梁的线刚度的计算

EIb12.061082.844104ib1AC跨的梁的线刚度：==15022kN·m l13.984EI2.06107.1110ib2CJ跨的梁的线刚度：b2==27123kN·m

l25.4EIb32.061085.688104ib3JN跨的梁的线刚度：==22975kN·m l35.17.1.1.2柱的线刚度的计算

底层柱的线刚度：

EIc12.061086.69104A轴处柱的线刚度：ic1==34453.5kN·m

h14.0EIc22.061086.691042ic2C、J、N轴处柱的线刚度：==68907kN·m

h14.0其它柱的线刚度：

39

****大学毕业设计

EIc12.061086.69104A轴处柱的线刚度：ic1==45938kN·m

h23.0EIc22.061086.691042C、J、N轴处柱的线刚度：ic2==91876kN·m

h23.07.1.1.3柱的极限承载力的计算计算 柱的回转半径：ic=17.5㎝=175㎜ 柱的极限承载力：

单柱：Npm=fyAm=205×219.5×10=4499.8kN 双柱：Npm=fyAm=2×205×219.5×10=8999.6kN

7.1.1.4梁柱刚度比的计算

顶层：

1502215022A轴处柱： K1=0.33， K2=0.08，

4593829187615022271231502227123C轴处柱： K1=0.46， K2=0.23

9187629187622975271232712322975J轴处柱： K1=0.55， K2=0.275

918762918762297522975J轴处柱： K1=0.25， K2=0.125

91876291876标准层：

1502215022A轴处柱： K1=0.164， K2=0.164，

4593829187615022271231502227123C轴处柱： K1=0.23， K2=0.23

91876229187622975271232712322975J轴处柱： K1=0.275， K2=0.275

9187622918762297522975N轴处柱： K1=0.125， K2=0.125

918762291876底层：

15022A轴处柱： K1=0.19， K2=10，

4593834453.51502227123C轴处柱： K1=0.30， K2=10

9187622297527123J轴处柱： K1=0.275， K2=10

91876222975N轴处柱： K1=0.125， K2=10

9187627.1.1.5根据验算梁柱效应的公式的下表：

40

22****大学毕业设计

表7.1 层数 K1 0.19 0.30 0.27 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.33 0.46 0.55 0.25 K2 10 10 10 10 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.16 0.23 0.275 0.125 0.08 0.23 0.275 0.125  1.538 1.42 1.45 1.646 2.513 2.615 1.977 2.719 2.513 2.615 1.977 2.719 2.513 2.615 1.977 2.719 2.513 2.615 1.977 2.719 2.387 1.858 1.756 2.369 li m Nm NmmNpm80 0.896 第一层 第二层 第四层 第七层 第十层 第十一层

35.15 32.46 33.14 37.62 43.08 44.83 33.89 46.61 43.08 44.83 33.89 46.61 43.08 44.38 33.89 46.61 43.08 44.83 33.89 46.61 40.92 31.85 30.10 40.61 34.52 -3658.3 42.10 -3446.3 0.96 42.10 -2578.08 0.854 42.10 -1628.33 0.733 42.10 -644.125 0.597 35.87 -322.725 0.489 由上表可知，所有代表层的

Nmm都小于1，则梁柱效应不影响框架的整体稳定性。 Npm807.1.2 P效应

uFh，又因为该结构的风荷载0.12hF验证结构不考虑P效应，就要满足公式

明显大于地震效应，只需检验风荷载作用时的情况即可，即层间侧移和水平作用按风荷载

下计算（该工程因H<60m不考虑风载和地震同时出现的情况）。计算结果如下表7.2所示。

表7.2

41

****大学毕业设计

层间位移 该层全该层全部水平部水平作用 作用 Fh Fh 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11

上表中计算

层数 F F u hFh 0.12F0.0038 0.0036 0.0034 0.0032 0.0031 0.0029 0.0027 0.0025 0.0024 0.0023 0.0021 0.005 0.005 0.004 0.004 0.005 0.004 0.003 0.003 0.003 0.001 0.002 47.87 44.51 40.82 38.87 34.93 31.11 28.36 1004.6 350.99 11056.9 0.0017 1004.6 303.12 10052.3 0.0017 1004.6 258.61 9047.7 0.0013 1004.6 217.79 8043.1 0.0013 1004.6 178.92 7038.5 0.0017 1004.6 143.99 6033.9 0.0013 1004.6 112.88 5029.3 84.52 59.57 37.99 18.10 4024.7 3020.1 0.001 0.001 0.001 24..95 1004.6 21.58 19.89 18.10 1004.6 1004.6 1010.9 2015.5 0.0003 1010.9 0.0005 F过程如下：

顶层：F=（138.91+32.86）＋（154.2+51.4）＋（126.48+45.5）＋（124.21+41.2）＋（119.7+39.5）＋（99.37+21.1）＋0.66×3.9＋1.32×（5.1+5.4）=1010.9kN 其它层：F=（108.56+32.86）＋（130.63+51.4）＋（91.43+45.5）＋（108.26+41.2）＋（89.77＋39.5）＋（86.02+21.1）＋6.36×3.9＋12.72×（5.1+5.4）=1004.6kN 由上表的计算可知，该结构不考虑P效应对其整体稳定性的影响。

7.2 框架梁的设计

7.2.1 按无震组合下的内力计算

此时不考虑楼板与梁的组合作用。因所有框架梁按统一规格设计，只需验算受力最不利的框架梁进行计算。由内力组合表可知梁的最大弯矩及剪力出现在一、二层，由于本框架的特殊性，分别取单梁与双梁进行验算。

对于AC跨的单梁，取弯矩设计值为167.5kN·m，剪力设计值为95.7kN，双梁的弯矩设计值取433.1kN·m，剪力设计值为249.8kN

42

****大学毕业设计

由抗弯强度公式：

MxMf，得Wnxx xWnxxf167.51063对于AC跨单梁：Wnx742㎝，选HN400×200×8×13的截面，其

1.05215Wnx1190cm3，框架梁跨中没有孔眼削弱，其抗弯能力满足要求。又因此钢梁的腹板较厚，

一般均能满足抗剪要求，不必验算。

433.11063对于CJ、JN跨单梁：Wnx959㎝，选HN400×200×8×13的截面，

1.052152其Wnx1190cm3，框架梁跨中没有孔眼削弱，其抗弯能力满足要求。又因此钢梁的腹板较厚，一般均能满足抗剪要求，不必验算。

楼板采用现浇混凝土与压型钢板组合楼板，且与框架梁连接牢固，可视为刚性铺板，故框架梁的整体稳定性可以保证，不必验算。

型钢的局部稳定性可以保证，也不必验算。

7.3框架柱的设计

7.3.1按无震组合下的内力计算 7.3.1.1强度验算

由于A轴处柱子统一采用HW400×400×13×21截面的型钢，C、J、N轴初也统一采用两根HW400×400×13×21截面的型钢。对于单柱和双柱分别考虑，分别验算。A轴处柱的设计值为：-2641.16kN（负号表示受压），上端弯矩为-70.8kN·m，下端弯矩为192.6kN。 由压弯构件的强度公式：

MxN2641.6103192.610622= 120.57N/mmf205N/mmAnxWnx219.51021.0566900104对于双柱，按轴力和弯矩最大取两组设计值。第一组：轴力为-4585.6kN，上端弯矩为124.3kN·m，下端弯矩为429.8kN·m。第二组：轴力为-4589.4kN，上端弯矩为205.3kN·m，下端弯矩为424.3kN·m。 由压弯构件的强度公式：

MxN4585.6103429.8106=104.77N/mm2205N/mm2 24AnxWnx2219.5101.0566900102MxN2589103424.310622= 104.84N/mm205N/mmAnxWnx2219.51021.05669001042

43

****大学毕业设计

7.3.1.2平面内稳定性

框架柱在平面在平面内的长细比： A轴处柱：x=而

l1.5384=35.15[]150 ix0.175b40010.8，故对于该截面对x、y轴都属于b类截面，查b类截面轴心受压构件h400的稳定系数x，得柱的平面内稳定系数x=0.917。 取等效弯矩系数：

M270.80.650.350.52 M1192.6mx0.650.35N'Ex2EA102.06105219.510233270.4kN 221.1x1.135.15mxMx由平面内的稳定公式：

NxAxWx(10.8N)'NEx0.52192.61061.053340103(10.82641.6)33270.4161.73N/mm2

2641.61030.928219.5102N'Ex2EA102.06105219.5102278026.5kN 221.1x1.132.46M2124.30.650.350.751 M1429.8mx0.650.35NxAmxMxxWx(10.8N)'NEx

0.751429.81061.0523340103(10.84585.6)78026.5160.85N/mm2

4586.610320.9282219.510 44

****大学毕业设计

N'Ex2EA102.06105219.5102274857.3kN 221.1x1.133.14M2205.30.650.350.481 M1424.3mx0.650.35NxAmxMxxWx(10.8N)'NEx

4589.41030.92772219.51020.481424.31061.0523340103(10.84585.6)78026.5143.29N/mm2

对于A轴处的底层柱柱：由表上知K1=0.19，K2=10，查得=1.538 则平面外的长细比为：yl1.5384==60.9[]120 iy0.101查表（b类截面）得平面外的稳定系数：y=0.803 又由该截面为H型截面（双轴对称）：

60.92235=1.07b1.07•0.986

44000235440002352yfytxmx=0.52，调整系数去=1.0，则由平面外稳定公式：

MNtxx= yAbWx2641.61030.52192.610622 = 180.28N/mmf205N/mm1.0230.803219.5100.986334010故A轴处平面外稳定性满足。

45

****大学毕业设计

对于C轴处的底层柱柱：由表上知K1=0.30，K2=10，查得=1.42 则平面外的长细比为：yl1.424==56.24[]120 iy0.101查表（b类截面）得平面外的稳定系数：y=0.827 又由该截面为H型截面（双轴对称）：

56.242235=1.07b1.07•0.998

44000235440002352yfytxmx=0.751，调整系数去=1.0，则由平面外稳定公式：

MNtxx yAbWx4585.61030.751429.81061.00.827219.510220.9983340103

=174.73N/mm2f205N/mm2

故A轴处平面外稳定性满足。

则框架柱的平面外稳定性可以满足。 7.3.1.4 局部稳定性

由于本工程所选取的柱全为热轧型钢，截面腹板的高厚比及翼缘的宽厚比都满足要求，故其局部稳定性全部都能满足要求，不必进行验算。 7.3.2.2梁柱节点塑性验算

对于抗震设防的框架柱，为了实现强柱弱梁的设计概念，在框架的任一节点处，柱截面的塑性模量和梁截面的塑性模量宜满足下式的要求：

WfpcycN/AcWpbfyb

柱的塑性截面抵抗矩：

Wpct1h1bt2h134002400214003.88106mm3 44梁的塑性截面抵抗矩：

Wbct1h1bt2h84002200134001.36106mm3 44N2015.310366则：Wpc(fyc)23.8810(205mm )865.610N·2Ac219.510 46

****大学毕业设计

mm Wpbfyb1.01.36106215292.4106N·

则梁柱节点满足要求。

7.3.2.3局部稳定性的验算

翼缘的宽厚比：b/t200/218.511 满足。

h/t40042/1327.543腹板宽厚比：0w 满足。 7.3.2.4长细比的要求

由前面的计算过程可知各柱的长细比都满足小于[]120的长细比满足要求。 7.3.2.5节点域稳定性:

hobhoc40026400428.1 9090tw13满足。tw235120的条件，故柱子235

8 节点设计

8.1 梁柱节点的设计

框架梁选用窄翼缘H型钢，型号为HN400×200×8×13,Wx1190㎝3,Ix=23700㎝

4

,框架柱选用翼缘H型钢，型号为HW400×400×13×21,Wx3340㎝3,Ix=66900㎝4。

梁翼缘与柱由对接焊缝连接，腹板与柱焊接的连接板由8.8级M20的摩擦型高强螺栓连接，按全截面受弯计算方法进行设计。节点的弯矩设计值为M=216.5kN·m,剪力为V=124.9kN。H型钢梁与H型钢柱在强轴方向的连接由计算可得，弱轴方向连接时可采用图8.1、8.2连接方式。

47

****大学毕业设计

图8.1 梁与柱的连接 图8.2 2-2剖面图

8.1.1按弹性阶段设计

8.1.1.1梁翼缘与柱连接的对接焊缝强度计算

梁翼缘的抗弯截面抵抗矩为：

11If2bftf[(htf)]=20013(40013)21.947108mm4

22 梁腹板的抗弯截面抵抗矩为：

11Iwt1(ht2)3=8(40023)30.349108mm4

1212IwM0.349106则腹板承担的弯矩为：Mwm 216.5531.52kN·4IX2370010翼缘承担的弯矩为：Mf216.531.25185.03kN·m 梁翼缘与柱连接对接焊缝所受到的拉应力为：

M185.03106 183.89N/mm2

bftf(htf)20013(40013)8.1.1.2梁腹板与柱连接的高强螺栓强度的计算

在所有连接的螺栓中，最外排的螺栓受力最不利，其所受的组合剪力为：

Nvb(Mwy12N2)()2nyi

初选M20双剪螺栓（经喷砂后生赤锈处理），选用8个，分两排排列。 最外派螺栓距栓群形心的距离为：

y1120mm,yi244024120264000mm2

48

****大学毕业设计

NvbMwy12N231.521061002124.91032()()()()51.7kN 2n640008yi0.9[Nvb]0.9101.25109.4kN

Nvb0.9nfp=0.9×2×0.45×125=101.25kN

8.1.2按塑性阶段极限承载力验算

依规范要求，节点连接的极限承载力Mu需大于梁的极限受弯承载力Mp的1.2倍。由于梁柱连接采用柱贯通型，且梁翼缘用全焊透焊缝与柱连接并采用引弧板，则Mu<1.2Mp自行满足。即塑性阶段极限承载力满足要求。

8.1.3柱腹板或翼缘的承载力

设计柱的加劲肋，按抗震设计师，加劲肋应与翼缘等厚，加劲肋的总宽度一般应不小于梁翼缘板的宽度，取tstf13mm。另外，为了防止加劲肋屈曲，要求其宽厚比

bs23599，即bs117cm，此时取bs110cm。 btfy

bsbf/2 bs

至少留出 10～15㎜ 以便烧焊

图 8.3 柱水平加劲肋的焊接方法

柱上加水平加劲肋，水平加劲肋除了承受梁翼缘传来的集中力还可以提高节点的刚度和节点板域的承载力。柱水平加劲肋的焊接方法如上图所示。与柱翼缘的连接焊缝按与加劲肋本身等强度考虑，因此在加劲肋上开V型坡口，进行对接焊；与柱腹板连接的焊缝，

49

****大学毕业设计

按柱两侧两部平衡弯矩队加劲肋产生的力进行设计，通常用角部分加劲肋需开切角。

8.1.4 梁柱节点的抗剪承载力

Mb1Mb24fv0.77fy，不需要用补强板增加板域的

Vp3当板域的厚度满足式子：厚度，否则要采取措施补强板域。H型截面柱的节点域体积为：

Vphbhctm400(400221)131861600mm3

底层A轴处边柱梁柱节点，两端的弯矩分别为：Mb1=0，Wb2=155.4kN·m 所受剪力为：

155.40483.48N/mm2fv0.77fy0.77205157.85N/mm21.8623

对于中柱（将双柱所受内力平分给两个柱子，按单柱算）： C轴处对应的节点域：Mb1=-216.55 kN·m，Wb2=68.55kN·m

所受剪力为：

216.5568.55479.48N/mm2fv0.77fy0.77205157.85N/mm21.8623

由此可判断接点域的强度满足要求。

8.2次梁与主梁的连接

次梁与主梁的连接为次梁腹板平面内的铰接，且次梁与楼板有可靠的连接，可不考虑对主梁中心线的偏心作用，因此只需计算螺栓的抗剪强度。梁与梁的连接如图7.3所示。 由内力组合表可得次两端部最大剪力为：V=91.22kN，初选M20摩擦型高强螺栓三个（钢丝刷清除浮锈）。

V91.22每个螺栓所承担的剪力：Nvb30.4kN[Nvb]

n3[Nvb]09nfp0.910.4512550.625kN

8.3 柱与柱的连接

柱与柱的连接采用焊缝连接，连接焊缝为全熔透坡口焊。H型钢柱的拼接做法如图8.4、

8.5所示，腹板采用高强度螺栓连接，以便柱子对中就位，翼缘采用焊接连接。为了便于安装就位，在翼缘两侧设置安装耳板，每个耳板上开三个螺栓孔，耳板厚度根据阵风及施工荷载确定，并不小于10mm。连接耳板的螺栓直径设位M20。

50

****大学毕业设计

tR35B

R35

图8.4 H形钢翼缘全熔透坡口焊作法 图8.5 柱的拼接

8.3.1柱拼接接头的计算

当柱的拼接为全熔透焊缝时无需作拼接处的强度演算，只讨论拼接处采用高强度螺栓连接的计算。假设采用24个M20 8.8级的摩擦型高强度螺栓

柱腹板的拼接采用高强度螺栓连接，则所需高强度螺栓数目应根据螺栓布置规定满足下式要求（计算简图如下图）：

图8.6 螺栓的计算简图

51

****大学毕业设计

NwAwfy400221132051000.61KNNvnvNnbd24fv2b2024310195KNNw1000.6141.7KNn24V3004.54Nv125.2KNn2422xyii4021612021640281202820028704000m2Nm1xNm1yNv1Vey13004.541208041.5KNxy704000iiVex13004.5412012060.8KN704000xiyi

Nm1xNV2Nm1yNN241.5125.2260.841.72194KNNv195KNb8.4 柱脚设计

柱脚采用埋入式刚性柱脚，柱脚的埋入深度为1米。柱脚的内力设计值为：

N=-2641.6kN,M=192.6 kN,V=65.9 kN

8.4.1验算栓钉抗剪承载力

M192.6103 由弯矩产生柱单侧翼缘上的轴力为：Nf192.6kN

hc1初步选接16的栓钉，其横截面面积Asd2415.6524192.4mm2

栓钉的强度为：Nvc0.43AsEcfcc0.43192.4310414.354.2kN

0.7Asf0.7192.421028.3kN 柱一侧翼缘连接所需要的螺栓数量为：nNfNvc192.67 28.3又有构造要求，翼缘需要的栓钉不宜小于816，则选用816的栓钉，栓钉的长度为4d=4×16=64mm，边距为50mm，列距为150mm。

52

****大学毕业设计

8.4.2验算柱翼远处的混凝土的承压力

柱脚传于混凝土的压应力为：

h(MV)(192.610665.9500103)2c3.38N/mm2fc14.3N/mm2

1W400100026N柱脚尺寸确定：cfc，取B=L，则得：BfcNfc2641.6103429.8mm

14.3可取柱脚尺寸为：B=L=500mm

8.4.3柱脚配筋计算

图8.7 柱脚的构造图

据规范规定,钢柱四周应设置主筋和箍筋。

钢柱脚底部的弯矩设计值M=M0+Vd=192.6+1.0×65.9=258.5kN·m 取受拉侧与受压纵筋合力间的距离d0700mm

258.5106M1758.5mm2 则所需垂直纵向主筋的面积：As700210d0fsy查表可选择钢筋620，配筋面积为As=1884mm2

并按构造要求，住筋设弯钩。主筋的锚固长度不应小于35d=35×20=700mm

箍筋选用12，间距为100mm；在埋入部分的顶部，配置312，间距为50的加强箍筋，埋入式柱脚在钢柱埋入部分的顶部，还应设置水平加劲肋。

53

****大学毕业设计

9 涂装和防火设计

9.1涂装设计

钢结构的一大特点为腐蚀性差，故防腐工作是钢结构设计中的一大重点。因此，除高强度螺栓节点摩擦面、柱内的封闭区、地脚螺栓和地板、工地焊接部位及两侧100，且要满足超声波探伤要求的范围不需要涂漆外，出厂前应除锈后涂防锈底漆两道，焊接区除锈后涂专用坡口焊保护漆两道。其它构件出厂前应除锈后涂防锈底漆两道，焊接区除锈后涂专用坡口焊保护漆两道。整个构件涂防锈底漆两道，保证最终达到二道、一中、一面配套

1防锈漆。确定该工程的除锈等级为Sa2,选择喷射除锈.因采用厚涂型防火材料,可在钢结

2构表面仅涂两便除锈底漆，拟采用油性红丹漆，干膜总厚度为80m。下列钢结构部位禁止涂漆：

1、柱脚螺栓和底板。

2、高强度螺栓摩擦型接触面。 3、与混凝土紧贴或埋入的部位。 4、焊接封闭的空心截面内壁。

5、工地焊接部位及两侧100㎜，且要满足超声波探测要求的范围。

另外，高强度螺栓未涂漆部分，工地焊接区，经碰撞脱落的工厂油漆部分，在构件安装后，均需补涂油漆。

9.2 防火设计

9.2.1 建筑构件的耐火极限

该工程的耐火极限等级为二级，根据规范要求查得各构件的耐火极限为：楼梯间墙、电梯井墙及单元之间的隔墙为2.0h，房间的隔墙为0.5h，柱为2.50h，梁为1.50h，楼板为1.0h，吊顶为0.25h..

对于高层建筑的柱，其耐火极限在1.50h以上，应选用厚涂型防火涂料。

9.2.2 各构件防火保护层厚度的计算和保证

9.2.1.1 柱防火保护层厚度的计算 9.2.1.1.1 计算荷载等级的确定

.s计算荷载等级C=

R柱的临界屈曲荷载：R=xAsfy=0.917×219.5×10×205=4.126×10N=4126kN

54

6****大学毕业设计

柱的作用效应为S=-2641.6kN，则S/R=

2641.6=0.64 4126柱的欠载系数为=0.85，则荷载等级C=0.85×0.64=0.544 9.2.1.1.2确定临界温度Ts

由荷载等级C=0.544，查得临界温度Ts=570℃。 柱在规定的耐火极限时间内所需的保护层厚度a 导热系数=0.1， 构件的截面系数：柱的保护层厚度a a=0.0104··(

T1.3)=0.0104×0.1×0.108×

Ts1404b2h2t(44002400213)10108.15

As219.5(

1501.3)=0.0286m=28.6mm

570140注：对于后涂型保护层给结构增加的重量，在前面的荷载计算中已预先考虑，不必重新验算。

9.2.2梁防火保护层

由于梁的耐火极限为1.50h用薄涂料可以满足耐火极限要求。

9.2.3楼盖的防火保护

由于采用压型钢板-混凝土组合楼盖，混凝土层厚90mm，楼板总高160mm，混凝土板的体积较大，温度升高比较慢，钢板的温度基本等同于混凝土板的温度。故压型钢板下表面可以有所保证。又因为吊顶采用防火的，其耐火极限控制在0.25 h以上，因此楼盖的防火能得到保证，不必另加防火保护层。

10 基础设计

本工程的基础采用钢筋混凝土平板式筏形基础。混凝土标号为C30混凝土，基础的筏板厚为1100mm。筏板边缘伸处边柱和角柱外侧包线以外，伸出到离轴线1000mm。高层建筑筏型基础埋深应满足地基承载力变形和稳定性要求。在抗震设防区，不宜小于建筑高度

55

****大学毕业设计

的1/15，所以基础埋深取2.3m

基础设计采用刚性条带法计算，刚性条带的宽度为8.425米。

10.1 基础受力计算

1.在正常使用极限状态下，荷载效应标准组合值

SK1SGKSQK0.6SWK, SK1SGK0.7SQKSWK, 2.正常使用状态下准永久组合值:

SKSGKq1SQ`Kq2SQ2KSqSGK0.5SQK

3.承载力极限状态下:

SKGKSGKQ1SQ1KQ2Q2SQK2S1.2S恒1.4S活1.40.6S风S1.2S恒1.4S风1.40.7S活

底层柱传给基础的力组合后结果见下表：

表10.1 柱截面 标准内力 标准组合 准永久组合 基本组合 N 柱A下截面 柱C下截面 柱J下截面 柱N下截面 M V N M V N M V N M V -1964.7 -138.7 -47.2 -3590.7 307.6 -117.8 -3656.0 -302.8 112.3 -2557.5 -287.5 101.0 1525.7 1.4 -1.0 -3065.9 -13.5 -2.5 -3199.8 -1.4 0.4 -1991.8 -20.5 14.0 -2438.0 -194.5 65.5 -4500.6 -386.4 129.7 -4581.7 -423.8 157.2 -399 -3226.4 139.0

56

****大学毕业设计

10.2基础的内力计算和配筋

10.2.1验算持力层强度

Gk2016.48.4251.23039.74kNPkFkGk1964.73590.73656.02557.53039.74107.2kPafak A16.48.42511基础底面抵抗矩Wybh28.42516.42377.7m3

66Myik138.7307.6302.8287.51036.6kNmFkGkMyk1036.6107.2109.94kN1..2fa AWy377.7PkmaxPkminFkGkMyk1036.6107.2104.5kNAWy142.310.2.2计算基地反力 10.2.2.1基底反力设计值计算

PmaxFMVd2438.04500.64581.73226.4AWy16.48.425194.5386.4423.8399(65.5129.7157.2139.0)1.1111.88kPa

377.7FMVdPmin106.735.15101.58kPaAWy由于基底反力的最大值与最小值相差不大，所以可用基底平均净反力进行计算 1111.88101.58pjPmaxPmin106.7kPa

22单位长度基底平均净反力：Ppj8.425899.2kN/m 10.2.2.2 刚性板条法计算板带内力

57

****大学毕业设计

图9.1 受力简图(kN)

图9.2 弯矩图（kN.m）

图9.3 剪力图（kN）

10.2.3冲切验算

中柱的集中力设计值 FlNPj2.010004002039.94KN

c1hch040010001400mmc2bch040010001400mm

临界截面的周长 um2c12c2414005600mm CABc1/2700mm s2.0 冲切临界截面对其重心的极惯性矩为

58

****大学毕业设计

c1h03c13h0c2hoc12140010003140031000100031400Is 6626621.391012mm2不平衡弯矩通过冲切临界截面上的偏心剪力传递的分配弯矩系数为 s110.44 2c113c2由中柱的对称性，知不平衡弯矩Munb255KNm 受冲切承载力截面高度影响系数 βhp=0.95 则冲切截面上的剪应力为

maxFlMunbCAB2039.941032551067002s0.440.38N/mmumh0Is56009401.3910120.70.41.2/snpft0.70.41.2/21.01.671.169N/mm2

故内柱抗冲切力能够满足要求。

由于边柱的外临界面到柱轴线的距离为 0.5h00.5960480mm0.8m

故边柱的冲切锥体全位于所截刚条板内，且边柱所受的轴力弯矩均小于中柱，因此边柱的抗冲切承载力自然满足。

平板式筏基内筒下的板厚应满足受冲切承载力的要求，其受冲切承载力按下式计算：

2039.94103Fl/umh00.360.7npft/0.71.01.67/1.250.935

5600100010.2.4 配筋计算

10.2.4.1抗弯计算

上部配筋以边柱与中柱的跨中截面的弯矩为控制内力即M1522.31kNm

保护层厚度为100mm,则有效高度h01000mm. 基础混凝土选用C30，钢筋选用HPB235。

sM1fcbh021522.311060.013 29114.38.4251.010112s1120.01040.013

s0.5(112s)0.5(1120.0130.993 需钢筋面积

59

****大学毕业设计

M1522.31106As7300mm2

fysh02100.9931000选用2625，As12763.4mm2. 下面验算适用条件：

（1）相对受压区高度=0.013〈b=0.614，该配筋为适筋，满足条件。

（2）实际配筋率12763.4/8.4251.01060.151%min0.15%,满足条件。 下部配筋以中柱所在截面的弯矩为控制内力 ，即M2536.28kNm

sM1fcbh022536.81060.021 114.38.4251.02109112s1120.0210.021

s0.5(112s)0.5(1120.021)0.989 所需钢筋面积

2536.28106As12207.1mm2

fysh02100.9891000M选用2825的钢筋 As13745.2mm2 .下面验算适用条件：

（1）相对受压区高度 0.021b0.614,该配筋为适筋，满足条件。

（2）实际配筋率13745.2/8.4251.01060.163%min0.15%,满足条件。 10.2.4.2 抗剪计算

厚板的计算公式得 基础抗剪的高度影响系数

8001/4hp()0.95

1000则基础斜截面的受剪承载力

Vu0.7nsftbwh00.71.01.438.4251031.08433kN

由剪力图知 基础所受最大的剪力 Vs2702.11kNVu8433kN。

11 对设计中几个问题的思考

11.1关于对本建筑的结构选型

本次设计中是老师提供了建筑方案，然后对该建筑方案进行修改，修改后确定建筑方在确定结构方案时选用的结构体系为纯框架，根据结构布置可知该结构属不规则体系，但限于毕业设计计算条件有限且时间较短，本设计只利用平面结构体系分析方法，选取了一

60

****大学毕业设计

榀受力较为不利的平面框架进行分析，作近似计算。采用这种分析方法，在选取参数等方面都都相对来说比较保守。可能造成分析材料的浪费。

11.2 风载在高层建筑的重要作用

在多层建筑特别是多层建筑，风荷载的效应并不是太明显，但对于高层风荷载一般都比地震力大得多，特别是对于高层的钢结构建筑，风荷载的作用更显得尤为突出。从本设计所得出的数据来看，风荷载产生的效应远大于其他水平荷载的作用。在理论上风荷载是倒三角形的，在本设计中将风荷载简化为集中在各层楼板上的集中荷载，集中荷载的大小为楼板处的风压乘以该楼板处的上下左右的有效面积，这种简化方法偏于保守。与同组同学采用阶梯形的风载简化模型来比较来看阶梯形的计算模型更为保守。对风荷载计算模型的研究还在探讨之中，利用比较保守的计算方法更能够保证建筑的安全性。

另外，高层钢结构由于其自重小、强度高，因此钢结构的抗震性能好。高层钢结构必须要验算风振加速度，这突显出风载在高层钢结构中重要作用。由计算风载加速度的公式可知结构的刚度和建筑物自重都是重要的影响因素。本设计中由于采用的构件隔墙、楼梯、门窗大都选用钢材，使建筑物自重较小，而楼板的厚度较厚才使本结构的风振加速度满足条件。楼板的厚度再小一些，或许不能满足这个条件。为满足该条件，增加自重并不是首选方法，否则就不能突显钢结构自重轻的优点。增大结构的刚度应该更为合理，对与高层钢结构来讲选用纯框架体系并不太合适，利用刚度较大结构体系如框支结构应该更为合理。

11.3关于本设计中地震作用

本建筑的抗震验算度数只为6度，按规范不需计算其地震作用，在设计过程中为验证这一点，还是计算了地震荷载并作出其内力图和位移图。从所得的数据可知地震的作用比风载的作用小得多，故在内力组合和验算P效应时没考虑地震的作用。水平地震的计算如下列内容所示：

11.3.1水平地震荷载的计算

11.3.1.1重力荷载代表值的计算

楼板面积：A=（1.85×9.3＋17.85×5.1－1.5×3.0）×2＋7.1×10.6＋7.1×12.6＋0.8×1.0－202×2.6×3=634.84m2

阳台板面积：A1=（8.3×1.5＋3.0×1.5＋2×3.3×1.5＋2.9×1.5）×2=62.4m2

重力荷载代表值均布值的计算：

屋面自重: 5.84kN/㎡ 雪荷载： 0.15kN/㎡ 重力荷载代表值： 5.84＋0.5×0.15=5.915kN/㎡ 楼面恒载： 4.332kN/㎡

61

****大学毕业设计

楼面活载： 2.0kN/㎡ 重力荷载代表值： 4.332＋0.5×2.0=5.332kN/㎡ 阳台板自重： 3.96kN/㎡ 活荷载： 2.5kN/㎡ 阳台重力荷载代表值： 3.96＋0.5×0.2.5=5.915kN/㎡ 阳台栏板重： 3.56×1.2=4.27kN/㎡ 墙体自重： 厨房及卫生间隔墙： 0.95kN/㎡ 其他墙体： 1.9kN/㎡ 女儿墙自重： 4.44kN/㎡ 框梁自重： 0.66kN/m 次梁自重： 0.50kN/m 框架柱自重： 2.52kN/㎡ 塑钢门窗自重： 0.4kN/㎡ 木门自重： 0.2kN/㎡

11.3.1.2各层重力荷载代表值的计算 11.3.1.2.1顶层重力荷载代表值的计算

屋面板自重：5.915×634.84=3755.08kN 女儿墙自重：

2×16.85＋12.6＋2×（11.4＋1.5＋3.0）＋16.35×2＋106.7]×4.4=534.16kN 墙体自重：[1.5×3.9＋（2.2×1.5-1.0×1.0）＋（5.3×1.5-3.6×1.1）＋1.3×0.45＋3.0×1.5＋（3.15×1.5-1.05×1.8）＋（2.3×1.5－1.05×1.0）＋5.1×1.5＋（3.3×1.5－2.2×0.6）＋（4.95×1.5-0.9×1.2-0.9×1.5）＋（2.9×1.5-1.8×0.9）＋（5.7×1.5-0.9×1.5-0.9×1.8）＋1.5×5.9＋3.5×1.5＋1.3×1.5+（1.5×0.8-0.55×0.8）+（3.2×1.5-0.5×0.9）＋（3.9×1.5－0.5×0.9+2.7×1.5+1.05×1.5+1.2×1.5-0.5×0.9）×2＋3.9×1.5+2×2.2×1.5+2.6×1.5＋（3.2×1.5-1.2×1.0）×2+（1.5×2.6-0.5×1.2）+2×1.5×5.1+（1.5×3.15-0.5×0.9）＋6.3×1.5-0.9×1.8-2.2×0.6+2.2×1.5＋（8.3×1.5-1.2×1.0）+（2.1×1.5-1.05×0.9）+（5.0×1.5+4.0×1.5-2.5×0.7）]×1.9×2+[1.5×2.3＋2×（3.3×1.5×2-0.5×0.9+2.2×1.5+2×2.3×1.5-0.5×0.9）×2＋2×2.7×1.5＋（2.1×1.5-0.5×0.9）]×0.95×2+[3.9×1.5×3+4.4×1.5＋4.4×

1.5-2×0.5×0.9+1.5×2.6-0.5×1.2+（1.5×2.6－0.55×1.2）]×1.9=848 kN

门窗自重：（3.6×1.1+1×1+1.05×1+0.9×1.2+0.55×0.8＋1.05×0.9＋2.5×0.7）×2×0.4+（2.7×0.7+2.2×0.6+0.9×1.5＋0.9×1.8）×4×0.4+（0.55× 1.2+0.5×1.2）×3×0.4+1.2×1×6×0.4+27×0.5×0.9×0.2=20.582kN

钢梁自重：[0.5×（8.25+8.6+16.85+6.95×2+2.6+6.0+2.3+4+3+4+1.3+6.3×2+3.2）

＋0.66×（6.1+5.3+8.25+8.6+2×5.4+2×5.1+2.0+3.9+6.3+5.1×2+5.4+5.0）] ×2+0.66×3.9=197.48kN

钢柱自重：45×1.5×（1.72＋0.8）=170.1kN

62

****大学毕业设计

阳台自重：5.21×62.4＋4.27×[（3.0+8.3+1.5）×2+（1.5×2＋3.3）×4+1.5×2 +2.9×2]=592.406kN

G11=3755.08+534.16+848+197.48+20.582+592.406+170.1=6117.81kN 11.3.1.2.2标准层层重力荷载代表值的计算

楼板自:5.332+634.84=3384.97kN 墙体自重：

{[3.9×3+2.2×3-1.0×1.55+5.3×3.0-3.6×2.6+1.3×3.0-1.3×1.95+3.0×3.0+3.×3-2.2×2.1+4.95×3.0-1.2×2.0-1.5×2.0+2.9×3-1.8×2.1+5.7×3-1.5×2.0-18×2.0+9.1×3+0.8×3-0.8×1.6+2×5.1×3-0.9×1.6+3.15×3-1.8×1.95+2.3×3-1.0×1.6+2.6×3-1.2×1.6+4.2×3-2.7×1.6+1.8×3-1.0×1.6+2.0×3+4.0×3-2.5×1.6+3×3+1.8×2.0+3.3×3-2.2×2.1+

（3.9×3-0.9×2.0+1.05×3+2.7×3+1.2×3+1.2×3-0.9×2.0）×2+3.9×3

+2.2×3×2+2.6×3+8.3×3-1.0×2.0×3.15×3-0.9×2.0+3.9×3+3.3×3-0.9×2.0+1.05×3-1.0×2.1]×2+3.9×3+3×2.6×3-3×1.2×2.0+2.6×3-1.2×1.6}×1.9+[2×3.3×3.3+3.3×3-0.9×2.0+2.2×3+2.3×3×2+2.2×3-0.9×2.0+3.0×3+5.1×3+2×3.2×3-2×0.9×2.0+3.0×3-0.9×2.0+2.7×3×2+1.9×3-0.9×2.0]×2×0.95=1150.33kN

门窗自重：

（1.0×1.55×2+3.6×2.6×2+1.3×1.95×2+2.2×2.1×4+1.8×2.1×2+1.0×1.6×4+1.2×1.6×4+1.2×1.6×3+2.7×1.6×2+2.5×1.6×2+0.8×1.6×2+1.1×1.6×2+0.9×2.0×27×0.2）=69.204kN

钢梁自重： 197.48kN

钢柱子重： 45×3×2.52=340.2kN 阳台自重： 592.406kN 标准层重力荷载代表值：

G10=G9=G8=…=G2=3384.97+1150.33+197.48+340.2+295.406=5664.37kN 11.3.1.2.3 底层重力荷载代表值的计算：

楼板自重： 3384.97kN 墙体自重：

[(14.4+1.5×2)+16.85×2+12.6+14.05×2+5.1+2.3×2+7+4×2+2.6+7.0+8.3+7.1× 2]×3.5×1.9-2×1.9×2.05+2×1.5×2.1+3×2.4×2.3+2.4×2.05×2+2.65×2.05×

2+2.7×2.1×2+2.8×2.1×4+2.5×2.1×2+2.9×2.1+3×1.1×2+1.5×2.1)×1.9+(3×

3.9+2×2.2+2.6+8.3×2)×3.5×1.9+16.1×3+6.95+7.3+8.3×2+7.1+4.0)×2×0.95× 3.5=2298.11kN

钢梁自重： 197.48kN 钢柱自重： 45×3.5×2.52=396.9kN 门自重：

（2×2.9×2.05+2×1.5×2.1+2.8×2.1×4+2.7×2.1×4+2.5×2.1×2+2.9×2.1+3×1.1×2.0+1.5×2.1）×0.4=55.73kN

63

****大学毕业设计

底层重力荷载代表值为：G1=3384.97+2298.11+197.48+396.9+55.73=6333.19kN 建筑物总重力荷载代表值： 6117.81+9×5665.37+6333.19=63439.33kN 11.3.1.2.4场地参数的计算

根据本工程的抗震烈度为六度和其场地特征查得多遇地震的水平地震的影响系数最大值为max=0.04。荷载规范中结构的自振周期经验公式取T1=0.1×11=1.4s，特征周期为Tg=0.05s，对于不超过12层的钢结构的阻尼比取=0.035，

0.90.050.050.035=0.92 0.90.550.550.035210.050.050.035=1.126 10.061.70.061.70.035则地震影响系数为：1=(TgT1)·max=(0.300.92)×（0.04×1.126）=0.0136 1.111.3.1.4.3本榀框架所受的水平地震荷载的计算

顶部附加地震作用系数的计算：由T1=1.4s>1.4Tg=0.42s 由公式n=0.08 T1+0.07=0.08×1.1+0.07=0.158 结构顶部附加的集中水平地震作用：

FEK1Geg=0.0136×0.85×63439.33=733.36kN Fnn·FEK=0.158×718.7=113.6kN

第i层的的水平地震力：

F0iGiHin

GHjj1FEK(1n)jGiHiGHjj111617.5j

按侧移刚度分给该榀框架则第 i层的水平地震力为：Fi=各层地震力的计算如下表11.1

Di7F0i=F0i

45D0i表11.1 各层重力荷层 数 1 2 3 4 5 6

各层高载代表值Gi 度 6332.2 5665.4 5665.4 5665.4 5665.4 5665.4 4.0 7.0 10.0 13.0 16.0 19.0 64

GiHi F0i Fi 25332.8 39657.8 56654 73650.2 90646.4 107642.6 （kN） 13.47 21.09 30.12 39.16 48.20 57.23 (kN) 2.1 3.3 4.7 6.09 7.5 8.9 ****大学毕业设计

7 8 9 10 11

考虑顶部附加地震作用后，该榀框架顶层所受的水平地震力为：

7'=F11+Fn15.9+113.6=33.6kN F1145 其它各层采用表中所列数值，无须考虑鞭梢效应对该榀框架的影响。

5665.4 5665.4 5665.4 5665.4 6117.8 22.0 25.0 28.0 31.0 34.0 124638.8 141635 158631.0 17527.4 192623.6 66.27 75.30 84.34 93.38 102.41 10.3 11.7 13.1 14.5 15.9 11.3.2内力及位移计算

经求解器求解,地震荷载作用下的内力图及位移图如图11.1和11.2图和表11.2示。

数据来看，水平地震力比风荷载小的多，故可以验证在本结构的计算中竖向荷载与风荷载的组合起控制作用。后面的内力组合计算时也不用考虑有地震参与的组合。

表11.2

地震荷载作用下侧移(m) 左震 右震 限值 绝对侧移 层间侧移 绝对侧移 层间侧移 0.014 0.001 0.014 0.001 0.012 0.013 0.001 0.013 0. 0.012 0.013 0 0.013 0.001 0.012 0.012 0.001 0.012 0.002 0.012 0.010 0.002 0.010 0.001 0.012 0.009 0.001 0.009 0.001 0.012 0.008 0.001 0.008 0.002 0.012 0.006 0.002 0.006 0.001 0.012 0.005 0.001 0.005 0.002 0.012 0.003 0.002 0.003 0.002 0.012 0.001 0.002 0.001 0.002 0.012 65

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 侧移图 图11.1左震荷载作用下的内力图和位移图

66

****大学毕业设计

m） 剪力图（kN） 弯矩图（kN·

轴力图（kN） 侧移图 图11.2右震荷载作用下的内力图和位移图

67

****大学毕业设计

11.4 关于柱截面的选取

在设计中与本组同学******和****用的同一个建筑方案，选用不同的柱截面，我选用H型钢截面，他们分别选用箱形截面和圆钢管。根据受力分别选用了HW4004001321、4004002020的焊接箱型截面和直径为450mm的圆钢管。由于比较的东西不太深入，并不能得出准确的数据，而只根据各人的用钢量来定性的分析，经比较可知，用H型钢用钢量较小，但其双向抗能力不好，由于该建筑属板式楼，只选取了一榀横向框架计算，并没有验算纵向框架，没有得出具体的数据，对于本设计的结构体系不甚规则，对于突出来的框架应该验算一下，有于时间有限没有验算。对于结构规则的板式建筑，由于纵向框架受力较小，用H形截面柱可以满足要求，但对于塔式建筑由于其双向抗弯要求高，不宜用H形截面柱，箱形截面和圆钢管的柱比较合理。在这次设计中比较遗憾的是没有机会用较为准确的计算软件进行计算，也没有用PKPM与手算结果进行比较。不能得到准确的数据，结论也不甚详细。

68

****大学毕业设计

小结

钢结构是目前国际上广泛应用的一中建筑结构形式。近几年随着钢材产量的不断增加，使我国将钢材大量用在建筑上成为可能。目前钢结构用于住宅还甚少，对与其综合经济效益还处于探讨阶段，经研究随着钢材价格的不断降低，钢结构用于住宅的经济效益不错，钢结构住宅的大量出现将指日可待。这次毕业设计中选了钢结构设计，通过设计我了解高层钢结构建筑的基本设计方法，学习到了关于钢结构设计的更多的具体的知识。

在做设计的过程中遇到了不少问题，一开始对于高层钢结构的设计很陌生，在**老师的引导和自学下才完成了本次设计。通过设计，让我不仅回顾到不少以前学到的东西，而且学到不少新知识，确实受益匪浅。

十二周的时间转瞬即逝，计算书是这段时间工作的见证。由于首次做钢结构的体设计，其中有许多不足之处，望各位老师批评指正。

69

****大学毕业设计

致谢

这次毕业设计是在**老师的悉心指导下完成的。**老师渊博的知识、严谨的治学态度和待人的真诚和随和都是我一生的楷模。**老师理论知识扎实、思维活跃，对我毕业设计的指导使我受益匪浅，这将使我人生之路的一笔宝贵财富，并将使我终身受益。在毕业设计的全过程中，**老师对每个同学都耐心,并根据同学们题目的不同通过多方面、多渠道引导同学们开阔思路，尽量挖掘同学们的潜力，**老师的这种认真负责的态度让我们组的每个人都非常感动。在这里请允许我对**老师表示衷心的感谢，感谢老师对我设计的指导和鼓励。

其次，要感谢在这次毕业设计中所有帮助过我的老师和同学，包括资料室的****老师。感谢我的同一小组同学给我的帮助，他们是：******、******、****，******等，我们遇到问题时相互讨论共同学习，同时为我的毕业设计提供了宝贵的意见。另外，学院为毕业设计提供了电脑，使我们能够较为方便的学习，从而能够顺利地完成毕业设计，感谢学院给我们的支持。

最后，要感谢我的父母，是他们给了我一切。

致谢人：******

****.**.**

70

****大学毕业设计

参考文献

[1] 中华人民共和国国家标准《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）（2006版）.北京：中

国建筑工业出版社，2002

[2] 中华人民共和国国家标准《钢结构设计规范》（GB50017-2003）.北京：中国计划出版

社，2003

[3] 中华人民共和国国家标准《建筑设计防火规范》（GB50016-2006）.北京：中国计划出

版社，2001

[4] 中华人民共和国国家标准《建筑地基基础设计规范》（GB50007-2002）.北京：中国建

筑工业出版社，2002

[5] 中华人民共和国国家标准《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001）(2008版).北京：中

国建筑工业出版社，2001

[6] 中华人民共和国行业标准《高层民用建筑钢结构技术规范》.北京：中国建筑工业出版

社，1998

[7] 山东省建筑标准设计《建筑做法说明》（DBGT14-2）.济南：山东省标准设计办公室，

1999

[8] 中国建筑标准设计研究所《压型钢板、夹芯板屋面及墙体建筑》（01J925-1）.北京，2002 [9] 魏明钟.钢结构（第二版）.武汉：武汉理工大学出版社，2004

[10] 李国强.多高层建筑钢结构设计.北京：中国建筑工业出版社，2004 [11] 邱洪兴等.建筑结构设计.南京：东南大学出版社，2002 [12] 王成华等.基础工程.天津：天津大学出版社，2003

[13] 李国强等.建筑结构抗震设计.北京：中国建筑工业出版社，2002 [14] 同济大学等.房屋建筑学.北京：高等教育出版社，2002 [15] 中华人民共和国国家标准《混凝土结构设计规范》（GB50010-2002）.北京：中国建筑

工业出版社，2002

71