门式刚架荷载计算及内力组合

〔一〕荷载分析及受力简图： 1、永久荷载

永久荷载包括构造构件的自重和悬挂在构造上的非构造构件的重力荷载，如屋面、檩条、支撑、吊顶、墙面构件和刚架自重等。

恒载标准值〔对水平投影面〕：

板及保温层 0.30kN/㎡ 檩条 0.10kN/㎡ 悬挂设备 0.10kN/㎡ 0.50kN/㎡

换算为线荷载：q7.50.53.753.8KN/m

2、可变荷载标准值

门式刚架构造设计的主要依据为?钢构造设计规X?〔GB50017-2003〕和?冷弯薄壁型钢构造技术规X?〔GB50018-2002〕。对于屋面构造，?钢构造设计规X?规定活荷载为0.5KN/m2，但构件的荷载面积大于60m2的可乘折减系数0.6，门式

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刚架符合此条件，故活荷载标准值取0.3KN/m2。由荷载规X查得，XX地区雪荷载标准值为0.40kN/㎡。

屋面活荷载取为 0.30kN/㎡ 雪荷载为 0.40kN/㎡ 取二者较大值 0.40kN/㎡

换算为线荷载：q7.50.43KN/m

3、风荷载标准值：kzsz0

〔1〕根本风压值01.050.650.6825kN/m2

〔2〕高度Z处的风振系数z取1.0〔门式刚架高度没有超过30m，高宽比不大

于1.5，不考虑风振系数〕

〔3〕风压高度变化系数z

由地面粗糙度类别为B类，查表得：

h=10m，z＝1.00；h=15m，z＝1.14 内插：

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1.141.11(10.510)＝1.014；

15101.251.14高跨刚架，h=15.7m，z＝1.14(15.715)＝1.155。

2015低跨刚架，h=10.5m，z＝1.00〔4〕风荷载体型系数s

-0.2μs+0.8-0.6μs1-0.5-0.5-0.5-0.4-0.4

其中，s＝

0.2010.2arctg4.760.032 3012302h1.0s1＝0.6(11)0.6(12)0.369

h15.710.5各局部风荷载标准值计算：

w1k=zsz0＝7.5×1.0×0.8×1.014×0.6825=4.15 kN/m w2k=zsz0＝7.5×1.0×0.032×1.014×0.6825=0.17kN/m w3k=zsz0＝7.5×1.0×〔-0.6〕×1.014×0.6825=-3.11kN/m w4k=zsz0＝7.5×1.0×0.369×1.014×0.6825=1.91 kN/m w5k=zsz0＝7.5×1.0×〔-0.2〕×1.014×0.6825=-1.04 kN/m

w6k= w7k＝w8k＝zsz0＝7.5×1.0×〔-0.5〕×1.014×0.6825=-2.60 kN/m w9k=w10k＝zsz0＝7.5×1.0×〔-0.4〕×1.014×0.6825=-2.08 kN/m 用PKPM计算门式刚架风荷载结果如下：

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'其中，1'k＝4.2KN/m1k=4.15 kN/m；2＝0.2KN/m2k=0.17 kN/m； k''＝-3.1N/m1k=-3.11 kN/m；4＝2.2KN/m2k=1.91 kN/m； 3kk''＝-1.2KN/m1k=-1.04kN/m；6＝-3.0KN/m6k=-2.60kN/m； 5kk'＝-3.0KN/m7k=-2.60kN/m；8'k＝-2.6KN/m＝8k； 7k''＝-2.1KN/m9k=-2.08kN/m；10＝-2.1KN/m10k=-2.08kN/m。 9kk手算与电算比照，相差不是很大，可视为均正确，计算符合要求。 4.地震作用

一般而言，在轻屋面门式刚架中，竖向荷载通常是设计的控制荷载，地震作用一般不起控制作用，它对门式刚架的整体受力影响不大，故不作考虑。 ⒌吊车荷载 1〕吊车设计数据：

〔1〕设计要求两边低跨使用中级工作制吊车〔XX重工·起重集团XXDQQD型〕,吊车起重量为5t，工作制度为A5级，跨度为22.5m，起升高度：主钩16m,轨道型号为43Kgm，总重量为20.977t，小车重2.126t，最大轮压为98KN，最小轮

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压为46.7KN。

〔2〕设计要求中间高跨使用重级工作制吊车〔XX重工·起重集团XXDQQD型〕,吊车最大起重量为32t，工作制度为A6级，跨度为22.5m，起升高度：主钩16m；副钩18m，轨道型号为QU70，总重量为42.832t，小车重11.652t，最大轮压为299KN，最小轮压为81.7KN。

2〕根据?建筑荷载规X?〔GB50009-2001〕计算吊车荷载。 两边低跨吊车荷载：

（1） 吊车竖向荷载标准值采用吊车最大轮压98KN；

（2） 吊车纵向水平荷载标准值为作用在一边轨道上的所有刹车轮的最大轮

压之和的10％，即：2×98×10％＝19.6KN；

（3） 吊车横向水平荷载标准值，取横向小车重量与额定起重量之和的以下百

分数，并乘以重力加速度，即 由

于

额

定

起

重

量

Q=5t

，

H=

0.06Qgn＝

0.06(52.126)9.82.10KN；

2（4） 吊车的动力系数

当计算吊车梁及其连接强度时，吊车竖向荷载应乘以动力系数，对工作级别为A5的软钩吊车，动力系数＝1.05；

（5） 吊车的荷载增大系数

由吊车梁系统承当的各种自重荷载包括吊车梁的自重以及轨道、制动构造和

支撑体系的自重，可近似地通过将轮压乘以荷载增大系数。该低跨吊车梁选用钢材Q345，跨度为24m，查表得＝1.09。

（6） 计算吊车梁的强度、稳定以及连接的强度时，应采用荷载设计值〔荷载

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分项系数取rQ=1.4〕；计算疲劳和正常使用状态的变形时，应采用荷载标准值。 （7） 荷载设计值

吊车最大轮压设计值：P=rQPmax＝1.09×1.05×1.4×98＝157.03KN 横向水平荷载设计值：H＝0.06中间高跨吊车荷载计算：

（1） 吊车竖向荷载标准值采用吊车最大轮压322KN；

（2） 吊车纵向水平荷载标准值为作用在一边轨道上的所有刹车轮的最大轮

压之和的10％，即：2×322×10％＝64.4KN； （3） 吊车横向水平荷载标准值

取横向小车重量与额定起重量之和的以下百分数，并乘以重力加速度。由于额定最大起重量Q=32t，

H=0.05QgrQ＝2.10×1.4＝2.93KN。 nQg(3211.652)9.8＝0.0510.69KN； n2（4） 吊车的动力系数

当计算吊车梁及其连接强度时，吊车竖向荷载应乘以动力系数，对工作级别为A6的软钩吊车，动力系数＝1.10；

（5） 吊车的荷载增大系数

由吊车梁系统承当的各种自重荷载包括吊车梁的自重以及轨道、制动构造和支

撑体系的自重，可近似地通过将轮压乘以荷载增大系数。该中间高跨吊车梁选用钢材Q345，跨度为30m，查表得＝1.11。

（6） 计算吊车梁的强度、稳定以及连接的强度时，应采用荷载设计值〔荷载

分项系数取rQ=1.4〕；计算疲劳和正常使用状态的变形时，应采用荷载标

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准值。 （7） 荷载设计值

吊车最大轮压设计值：P=rQPmax＝1.11×1.1×1.4×322＝550.43KN 横向水平荷载设计值：H＝0.053〕吊车荷载作用下的内力计算

由于吊车荷载为动力荷载，首先应确定求各内力所需吊车荷载得最不利位置，再按此求梁的最大弯矩及相应剪力、支座最大剪力，以及横向水平荷载作用下在水平方向所产生的最大弯矩。 两侧低跨： （1） 竖向轮压作用

根据构造力学知识，用影响线进展吊车荷载对吊车梁的最不利位置布置：

QgrQ＝10.69×1.4＝14.97KN。 n大连型5吊车技术规格图

①吊车一侧两轮的合力作用点恰好在吊车梁中点：

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3750/21975/21975/2C98KN98KN

此时，梁中点B处的弯矩标准值Mk＝98×

1975×2＝193.55 KN.m 257251975梁的支座处剪力标准值Vk＝98×〔＋〕＝98KN

75007500②吊车一侧的一个轮恰好在吊车梁中点处：

3750/2200/2C98KN98KN

此时，支座B处的弯矩标准值Mk＝98×(

3750200＋)＝193.55KN.m 22- . word.zl-

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梁的支座处剪力标准值Vk＝98×(

37507300+)＝144.39KN 75007500③梁上轮压的合力作用线与最近一个轮子间的距离被梁中心线平分

3750/21087/2ER2862/2DE

lR(a2)2982(3750888)22此时，梁D处的弯矩标准值Mk＝214.06KN.m

l7500吊车梁支座处剪力标准值

Vk＝

98[28627500(3750887.53825)]＝131.97KN

7500由这三种不利位置布置的弯矩和剪力标准值比照知，③布置中梁D处弯矩为最不利弯矩，即Mmax＝214.06KN.m；②布置时，梁的支座处剪力为梁的最不利剪力，即Vmax＝144.39KN。 〔2〕横向水平力作用

其作用位置与竖向轮压一样，因此，横向水平力作用下产生的最大弯矩My与支座的水平反力H可直接按荷载比例关系求得：

MyH2.10Mmax214.064.587KNm P98Hb2.10KN

用PKPM计算的吊车荷载图如下所示：

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吊车荷载图算得：

吊车最大轮压(标准值)产生的最大竖向弯矩Mmax＝214.287 KN.m； 吊车横向水平荷载(标准值)产生的最大水平弯矩My＝4.584 KN.m； 吊车横向水平荷载H=2.098 KN；

计算结果与手算近乎完全相等，因而手算与PKPM计算均可视为正确。

中间高跨：

所选用吊车如以下图所示

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322KN322KN大连型32/5吊车技术规格图

与两边低跨类似，进展荷载的最不利布置： ①吊车一侧两轮的合力作用点恰好在吊车梁中点：

3750/21250/21250/2C322KN322KN此时，梁此时的弯矩标准值Mk＝322×

1250×2＝402.5 KN.m 262501250梁的支座处剪力标准值Vk＝322×〔＋〕＝322KN

75007500

②吊车一侧的一个轮恰好在吊车梁中点处：

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3750/2C322KN

此时，支座B处的弯矩标准值Mk＝322×

3750＝603.75KN.m 21梁的支座处剪力标准值Vk＝322×＝161KN

2③梁上轮压的合力作用线与最近一个轮子间的距离被梁中心线平分

3750/22500/2ER322KNDE322KN

此时，

梁D处的弯矩标准值Mk＝3222500＝402.5KN.m 2- . word.zl-

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吊车梁支座处剪力标准值

Vk＝3225000＝214.67KN 7500由这三种不利位置布置的弯矩和剪力标准值比照知，②布置中梁的最大弯矩为最不利弯矩，即Mmax＝603.75KN.m；①布置时，梁的支座处剪力为梁的最不利剪力，即Vmax＝322KN。 〔2〕横向水平力作用

其作用位置与竖向轮压一样，因此，横向水平力作用下产生的最大弯矩My与支座的水平反力H可直接按荷载比例关系求得：

MyH10.69Mmax603.7520.04KNm P322H10.69KN

用PKPM计算的吊车荷载图同低跨所示，算得：

吊车最大轮压(标准值)产生的最大竖向弯矩Mmax＝604.234 KN.m； 吊车横向水平荷载(标准值)产生的最大水平弯矩My＝20.066 KN.m； 吊车横向水平荷载H= 10.702KN；

计算结果与手算近乎完全相等，因而手算与PKPM计算均可视为正确，可以利用以上荷载进展内力组合和计算。

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〔二〕内力计算：

用pkpm软件对以上的荷载标准值及受力简图进展分析和计算，得到恒载、活载、风荷载标准值的荷载效应图，如下： 1、 恒载作用内力图：

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2、活载作用内力图：

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3、风荷载作用下内力：

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4、弯矩包络图：

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〔三〕荷载组合〔设计值〕

荷载组合一般应遵从?建筑构造荷载设计规X?GB50009-2001的规定，针对门式刚架的特点，选用以下组合原那么：

(a)屋面均布活荷载不与雪荷载同时考虑，应取两者中较大值。 (b)积灰荷载应与雪荷载或屋面均布活荷载中的较大值同时考虑。

(c)施工或检修集中荷载不与屋面材料或檩条自重以外的其他荷载同时考虑。 (d)多台吊车的组合应符合?建筑构造荷载设计规X?的规定。 (e)当需要考虑地震作用时，风荷载不与地震作用同时考虑。

(f)对于自重较轻的屋盖，应验算在风吸力作用下屋架杆件、檩条等在永久荷载与风荷载组合下杆件截面应力反号的影响，此时永久荷载的分项系数取1.0。 根据?建筑构造荷载设计规X?的规定：

当恒载效应对构造不利时，永久荷载的分项系数取1.2，活载的分项系数取1.4，荷载效应组合的设计值S应取为由可变荷载效应控制的组合：

SGSGkQ1SQ1kQiciSQik

i1n当恒载效应对构造有利时，永久荷载的分项系数取1.35，活载的分项系数取1.0。风荷载的组合系数取0.6，活载和吊车荷载的组合系数均取0.7。

因此，对门式刚架的各控制点进展以下工况的荷载组合： 1、工况一：恒载＋活载(恒载效应对构造不利) 2、工况二：恒载＋风载

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3、工况三：恒载＋风载＋活载

4、工况四：恒载＋吊车荷载+〔活载＋风载〕 5、工况五：恒载＋活载＋吊车荷载

6、工况六：恒载＋活载(恒载效应对构造有利) 首先，验算各关键结点在荷载组合下的弯矩： 〔1〕验算低跨檐口处斜梁与柱交点：

Mg＝－179.9 KN.m，Mq＝－137.2 KN.m，Mlf＝71.6 KN.m，Mrf＝74.4KN.m，

Mdcmax＝－54.48KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：1.2恒载＋1.4活载

1.2×〔－179.9〕＋1.4×〔－137.2〕＝－407.96 KN.m； ②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载

1.2×〔－179.9〕＋1.4×〔－137.2〕+1.4×0.7×(－54.48)＝－434.34KN.m； ③工况六：1.35恒载＋1.0活载

1.35×〔－179.9〕＋1.0×〔－137.2〕＝－380.07 KN.m

由以上组合知，Mmax＝－434.34KN.m，与PKPM的计算结果－437.6 KN.m相差不多，差值可能是由于手算没有考虑活载的不利布置和地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。低跨檐口斜梁与柱交点处最大弯矩由工况五控制。

〔2〕验算高跨檐口处斜梁与柱交点：

Mg＝－256.9KN.m，Mq＝－206.1KN.m，Mlf＝151.7KN.m，Mrf＝125.6KN.m，

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Mdcmax＝－26.53KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：1.2恒载＋1.4活载

1.2×(－256.9)＋1.4×(－206.1)＝－596.82KN.m； ②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载

1.2×(－256.9)＋1.4×(－206.1)＋1.4×0.7×(－26.53)＝－622.82KN.m； ③工况六：1.35恒载＋1.0活载

1.35×(－256.9)＋1.0×(－206.1)＝－552.92

由以上组合知，Mmax＝－622.82KN.m，与PKPM的计算结果－623.7 KN.m相差不多，差值可能是由于手算没有考虑活载的不利布置和地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。高跨檐口斜梁与柱交点处最大弯矩由工况五控制。

由以上两个结点验算工况六的情况知：工况一的控制作用大于工况六，由理论分析也可知恒载并非对构造有利，故以下不再验算工况六，仅验算工况一。 〔3〕验算高跨屋脊处：

Mg＝113.2KN.m，Mq＝90.7KN.m，Mlf＝－70.6KN.m，Mrf＝－64KN.m，

Mdcmax＝18.35KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：恒载＋活载

1.2×113.2＋1.4×90.7＝262.82KN.m；

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②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载 1.2×113.2＋1.4×90.7+0.98×18.35＝280.80KN.m；

由以上组合知，Mkmax＝280.80KN.m，与PKPM的计算结果275.8KN.m相差不多，差值可能是由于手算没有考虑地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。高跨屋脊处最大弯矩由工况五控制。 〔4〕验算低跨屋脊处：

Mg＝60.6KN.m，Mq＝48.5KN.m，Mlf＝－25.1KN.m，Mrf＝－42.3KN.m，

Mdcmax＝14.29KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：恒载＋活载

1.2×60.6＋1.4×48.5＝140.62KN.m；

②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载 1.2×60.6＋1.4×48.5＋1.4×0.7×14.29＝154.62KN.m；

由以上组合知，Mmax＝154.62KN.m，与PKPM的计算结果158.1KN.m相差不多，差值可能是由于手算没有考虑活载的不利布置和地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。低跨屋脊处最大弯矩由工况五控制。 〔5〕验算低跨柱脚处：

Mg＝－213.6KN.m，Mq＝－134.9KN.m，Mlf＝291.3KN.m，Mrf＝－62.8KN.m，

Mdcmax＝－181.46KN.m。

进展以下组合：

①工况一：1.2恒载＋1.4活载

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1.2×〔－213.6〕＋1.4×〔－134.9〕＝－445.18KN.m； ②工况二：1.2恒载＋1.4风载

左风＋右风：1.2×〔－213.6〕＋1.4×〔291.3－62.8〕＝－576.22KN.m； 仅左风：1.2×〔－213.6〕＋1.4×291.3＝151.5KN.m； 仅右风：1.2×〔－213.6〕＋1.4×〔－62.8〕＝－344.24KN.m； ③工况三：1.2恒载＋1.4风载＋1.4×0.7活载

1.2×〔－213.6〕＋1.4×〔－62.8〕＋0.98〔－134.9〕＝－476.44KN.m； ④工况四：1.2恒载＋1.4吊车荷载＋1.4×0.7活载＋1.4×0.6风载

1.2×〔－213.6〕＋1.4〔－181.46〕＋1.4×0.7〔－134.9〕＋1.4×0.6〔－62.8〕＝－695.32KN.m；

⑤工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载

1.2×〔－213.6〕＋1.4〔－134.9〕＋0.98(－181.46〕＝－623.01KN.m；

由以上组合知，Mmax＝－695.32KN.m，与PKPM的计算结果－710.2KN.m相差不太多，差值可能是由于手算没有考虑活载的不利布置和地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。低跨柱脚处最大弯矩由工况四控制。 〔6〕验算高跨柱脚处：

Mg＝－19.1KN.m，Mq＝－23.6KN.m，Mlf＝143.9KN.m，Mrf＝－110.1KN.m，

Mdcmax＝－136.34KN.m。

①工况一：1.2恒载＋1.4活载

1.2×〔－19.1〕＋1.4×〔－23.6〕＝－55.96KN.m； ②工况二：1.2恒载＋1.4风载

仅右风：1.2×〔－19.1〕＋1.4×〔－110.1〕＝－177.06KN.m；

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③工况三：1.2恒载＋1.4风载＋1.4×0.7活载

1.2×〔－19.1〕＋1.4×〔－110.1〕+0.98〔－23.6〕＝－200.19KN.m； ④工况四：1.2恒载＋1.4吊车荷载＋1.4×0.7活载＋1.4×0.6风载 1.2×〔－19.1〕＋1.4×〔－136.34〕＋0.98〔－23.6〕＋0.84〔－110.1〕 ＝－419.96KN.m；

⑤工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载

1.2×〔－19.1〕＋1.4〔－23.6〕＋1.4×0.7〔－136.34〕＝－189.57KN.m；

由以上组合知，Mmax＝－419.96KN.m，与PKPM的计算结果－416.7KN.m相差不大，差值可能是由于而手算没有考虑地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。高跨柱脚处最大弯矩由工况四控制。 〔7〕验算高跨与低跨相交处〔低跨斜梁〕：

Mg＝－142.1KN.m，Mq＝－139.1KN.m，Mlf＝56.8KN.m，Mrf＝139.6KN.m，

Mdcmax＝－57.99KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：1.2恒载＋1.4活载

1.2×〔－142.1〕＋1.4×〔－139.1〕＝－365.26KN.m； ②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载

1.2×〔－142.1〕＋1.4×〔－139.1〕＋0.98〔－57.99〕＝－422.09KN.m；

由以上组合知，Mmax＝－422.09KN.m，与PKPM的计算结果－464.3KN.m根本相等，差值可能是由于手算没有考虑地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。高跨与低跨相交处的最大弯矩由工况五控制。

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- -

〔8〕验算低跨吊车梁牛腿处〔低跨柱〕：

Mg＝56.2KN.m，Mq＝51.7KN.m，Mlf＝－6.8KN.m，Mrf＝－46KN.m，

Mdcmax＝43.45KN.m。

由于风荷载作用下产生的弯矩与恒载、活载产生的弯矩方向相反，故风荷载参加的组合不可能是最不利组合，只需进展以下组合： ①工况一：1.2恒载＋1.4活载 1.2×56.2＋1.4×51.7＝139.82KN.m；

②工况五：1.2恒载＋1.4活载＋1.4×0.7吊车荷载 1.2×56.2＋1.4×51.7＋0.98×43.45＝－182.4KN.m；

由以上组合知，Mmax＝－182.4KN.m，与PKPM的计算结果－179.6KN.m相差不太大，差值可能是由于手算没有考虑地震作用的影响引起的，故可视为手算与电算结果均正确。低跨吊车梁牛腿处的最大弯矩由工况五控制。

验算各结点在荷载组合下的轴力、剪力过程同上，在此不一一列举，验算结果见下表：

刚架各控制结点的内力组合值手算与电算比照表： 结 点 位 置 弯矩Mmax〔KN.m〕 轴力Nmax〔KN〕 手算 电算 －437.6 手算 -110.3 电算 -112 剪力Vmax〔KN〕 手算 104.02 电算 108.2 ①低跨檐口处斜梁－434.3 与柱交点 ②高跨檐口处斜梁－622.8 与柱交点 ③高跨屋脊处 280.80 －623.7 -129.59 -135 92.34 94.0 257.8 73.4 71 15.49 15.6 - . word.zl-

- -

④低跨屋脊处 ⑤低跨柱脚处 ⑥高跨柱脚处 154.62 -695.32 158.1 -710.2 80.38 302.5 1001.6 798.1 89 306 1013 804 15.58 16.2 -115.58 -118.9 57.15 -51.55 59.2 -54.0 -419.96 -416.7 -422.6 ⑦高跨与低跨相交-422.09 处 ⑧低跨吊车梁牛腿-182.4 处 -179.6 302.5 306 110.26 110.7 由上表的比照知：门式刚架柱各结点的弯矩、轴力、剪力值手算与电算相差不大，差值可能是由于没考虑活载的不利布置和地震作用引起的，故可视为手算与电算结果一样，可以进展下述设计。

〔四〕主刚架设计

门式刚架构造的边柱和梁以受弯为主，主构造是平面承载体系，平面内荷载在构件设计中起控制作用。下面进展刚架的设计和验算。 1、刚架柱的验算

⑴取低跨檐口截面进展强度验算 A.方法一 按?钢构造设计规X?验算

M437.6kNmV112kNN108.2kN 截面惯性矩

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- -

116501428(650142)32[28014328014()]12122

11862232[280143280143182]9.53108mm41212Ib1Iz截面面积 A22801414(650214)16548mm2 由弯矩产生的边缘正应力

My437.6106650M149.23MPa 8Ib19.53102My437.6106650M149.23MPa

Iz9.531082由轴力产生的应力

N108.2103N6.54MPa

A16548弯矩和轴力共同作用下产生的边缘正应力

N149.236.54142.69MPaf310MPa 1MN149.236.54155.77MPaf310MPa 2M构件有效净截面最大受压纤维的截面模量

Iz9.53108We0.850.852.49106mm3

y325构件有效净截面所承当的弯矩

MeWef2.491063107.44108Nmm

有效截面面积 Ae0.85A0.8512816mm210894mm2

MeNMeNWe/Ae7.44108108.21032.49106/10894719.30kNmM437.6kNm

应力比＝

437.60.60 (电算结果为0.57) 719.3手算与电算相差不大，在误差允许X围之内，可视为均计算准确满足要求。

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- -

B.方法二 为了进展类比，按?门式刚架轻型房屋钢构造技术规程?CECS102：2002进展验算

M437.6kNmV112kNN108.2kN 截面惯性矩

116501428(650142)32[28014328014()]12122

11862232[280143280143182]9.53108mm41212Ib1Iz截面面积 A22801414(650214)16548mm2 由弯矩产生的边缘正应力

My437.6106650M149.23MPa 8Ib19.53102My437.6106650M149.23MPa 8Iz9.53102由轴力产生的应力

N108.2103N6.54MPa

A16548弯矩和轴力共同作用下产生的边缘正应力

N149.236.54142.69MPa 1MN149.236.54155.77MPa 2M截面边缘正应力比值

2155.771.092 1142.69杆件在正应力作用下的凸曲系数

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- -

k16(1)20.112(1)2(1)16

(11.092)20.112(11.092)2(11.092)26.061142.69MPaf310MPa

fyR11.1142.69156.96MPa

与板件受弯、受压有关的参数

phw/tw28.1k622/14235/f28.126.06235/156.960.253y有效宽度系数1 即全截面有效

由于不设横向加劲肋，那么受剪板件的凸曲系数k5.34 与板件受剪有关的参数

w/tw622/14wh37k235/fy375.34235/3450.630<0.8

腹板高度 hw650142622mmtw14mm 抗剪承载力设计值

Vdhwtwfv622141801567.44kNV112kN (满足要求)

截面受到剪力V、弯矩M和轴力N共同作用

V0.5Vd

构件有效净截面最大受压纤维的截面模量

I8Wz9.5310e0.85y0.853252.49106mm3

构件有效净截面所承当的弯矩

MeWef2.491063107.44108Nmm

- p0.8 . word.zl-

 - -

有效截面面积 Ae0.85A0.8512816mm210894mm2

MeNMeNWe/Ae7.44108108.21032.49106/10894719.30kNmM437.6kNm

应力比＝

437.60.60 (电算结果为0.57) 719.3手算与电算相差不大，在误差允许X围之内，可视为均计算准确满足要求。 ∴低跨檐口截面的强度满足要求。 ⑵取低跨柱脚截面进展验算 ①强度验算：

A.方法一 按?钢构造设计规X?验算

强度计算最不利内力组合：M-710.16kNmN182.42kN 截面惯性矩：

116501428(650142)32[28014328014()]12122

11862232[280143280143182]9.53108mm41212Ib1Iz截面面积 ：A2280148(650214)12816mm2 由弯矩产生的边缘正应力

My710.2106650M242.20MPa 8Ib19.53102My710.2106650M242.20MPa 8Iz9.53102由轴力产生的应力

N182.42103N14.23MPa

A12816弯矩和轴力共同作用下产生的边缘正应力

N242.2014.23256.43MPaf310MPa 1M- . word.zl-

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N242.2014.23227.97MPaf310MPa 2M构件有效净截面最大受压纤维的截面模量

Iz9.53108We0.850.852.49106mm3

y325构件有效净截面所承当的弯矩

MeWef2.491063107.44108Nmm

有效截面面积 Ae0.85A0.8512816mm210894mm2

MeNMeNWe/Ae7.44108108.21032.49106/10894719.30kNmM437.6kNm

应力比＝

710.20.98 (电算结果为0.95) 719.3手算与电算相差是不大，属于误差允许X围之内，可视为均计算准确。 B.方法二 为进展类比，按?门式刚架轻型房屋钢构造技术规程?CECS102：2002进展验算

强度计算最不利内力组合：M-710.16kNmN182.42kNV118.9kN 截面惯性矩：

116501428(650142)32[28014328014()]12122

11862232[280143280143182]9.53108mm41212Ib1Iz截面面积 ：A2280148(650214)12816mm2 由弯矩产生的边缘正应力

My710.2106650M242.20MPa

Ib19.531082My710.2106650M242.20MPa 8Iz9.53102由轴力产生的应力

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- -

N182.42103NA1281614.23MPa

弯矩和轴力共同作用下产生的边缘正应力

1MN242.2014.23256.43MPaf310MPa 2MN242.2014.23227.97MPaf310MPa 截面边缘正应力比值

2227.970.889 1256.43杆件在正应力作用下的凸曲系数

k16(1)20.112(1)2(1)16

(10.889)20.112(10.889)2(10.889)21.2481253.22MPaf310MPa

fyR11.1253.22278.54MPa

与板件受弯、受压有关的参数

phw/tw28.1k622/14235/f28.121.248235/278.540.407yp0.8有效宽度系数1 即全截面有效

由于不设横向加劲肋，那么受剪板件的凸曲系数k5.34 与板件受剪有关的参数

hw/tw/14w37k235/f622y375.34235/3450.630<0.8

腹板高度 hw650142622mmtw14mm 抗剪承载力设计值

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- -

Vdhwtwfv622141801567.44kNV118.9kN (满足要求)

截面受到剪力V、弯矩M和轴力N共同作用

V0.5Vd

构件有效净截面最大受压纤维的截面模量

Iz9.53108We0.850.852.49106mm3

y325构件有效净截面所承当的弯矩

MeWef2.491063107.44108Nmm

有效截面面积 Ae0.85A0.8512816mm210894mm2

MeNMeNWe/Ae7.44108108.21032.49106/10894719.30kNmM437.6kNm

应力比＝

710.20.98 (电算结果为0.95) 719.3手算与电算相差是不大，属于误差允许X围之内，可视为均计算准确。 ∴低跨柱脚截面的强度满足要求。 ②低跨柱的整体稳定验算

构件的最大内力组合为M-710.2kNm ，V118.9kN，N182.42kN。 A.刚架低跨柱平面内整体稳定验算

为了与电算的结果做比拟，取低跨吊车梁到柱脚间的柱段为验算对象。 低跨刚架柱高H＝10000mm，梁长L＝24000mm。

IC19.531089.53104 柱的线刚度K1h10000梁的线刚度K2Ib0 2s其中，Ib0为梁最小截面惯性矩，

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113001228(300122)32[25012325012()]12122

11827632[250123250121442]1.39108mm41212Ib0S为半跨梁的长度，取S＝12000mm；

Φ为横梁换算长度系数，由?门式刚架轻型房屋钢构造技术规程?CECS102：2002附录D中曲线查得。由于附录D只提供了两段楔形梁的换算长度系数，故将本设计的三段楔形梁简化为两段，进展近似取值：

第一楔形段的楔率1d1500110.667； d0300d2500110.667； d0300第二楔形段的楔率1取β＝0.75，查曲线得Φ＝0.75。

Ib01.391087.72103 ∴K22s20.7512000k27.72103故梁柱线刚度比0.081，

k19.53104查表得柱的计算长度系数μ＝

1.831.70(0.0810.05)1.71.781。

0.10.05刚架柱吊车梁到柱脚间的柱段的长度为7200mm，

I9.53108Wx02.93106mm3

y650/2Ico9.53108回转半径 ix239.98mm

A16548xlxix1.781720053.43150

239.98B类截面查表得x0.781，

2EA13.14220610316548NE110703KN，mx＝1。 221.1x1.153.43- . word.zl-

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mxM1N1)x]We1xAe0[1(N/NE182.421031.0710.2106 182.420.78116548[1()0.781]2.9310610703259MPaf310MPa电算结果为254MPa，手算与电算的差值可能是由楔形梁的简化计算引起的，差值不大，可视为满足要求。 B.刚架低跨柱平面外整体稳定验算

考虑压型钢板墙面与墙梁严密连接，起到应力蒙皮的作用，与柱连接的墙梁可作为柱平面外的支承点，但为了平安起见，计算长度按两个墙梁或隅撑间距考虑，即ly＝4500mm。 所取柱段截面尺寸如图：

Iy11(650214)8321428035.125107mm4； 1212

A2280148(650214)12816mm2；

Ix9.531082.93106mm3 构件的截面模量W1xy650/2iyIylyiy5.12510763.24mm； A128164500B类截面，查表?钢构造?〔，陈绍藩 主编〕附表16.5，71.16，

63.24y得y0.647；

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截面影响系数η＝1.0；等效弯矩系数tx1.0； 均匀弯曲的受弯构件整体稳定系数：

71.162345b1.071.070.90；

4400023544000235y2fy平面外稳定计算最大应力对应组合：M= -696.27, N= 197.54。

txMx 197.54103N1.0696.27106∴1.0287.9Mpaf310Mpa yAbW1x0.647128160.92.93106电算结果为279Mpa，手算与电算差值不大，可能是由系数的选取略有不同引起的，可视为满足要求，手算与电算均正确。

2、刚架横梁的验算〔以低跨斜梁为研究对象〕

①抗剪验算

梁截面的最大剪力为Vmax99.5KN,考虑仅有支座加劲肋，

tws415.34h0fy2358415.344763450.7610.8，fv180N2， mm235Vuh0twfv4768180685.44KNVmax99.5KN,故抗剪满足要求。

剪应力比＝

Vmax99.5＝0.15〔电算结果为0.18〕，手算与电算差值不大，可视Vu685.44为均正确。

②弯、剪、压共同作用下的验算 取横梁端截面进展验算：

M437.6kNmV113kNN99.5kN 因为V0.5Vu，取V0.5Vu342.72kN，

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h12NMf(Af1Af2h2)(f)M437.6KNh2A(2501224499.51025012244)(310)1463.7KN244476825012223

取MfM=437.6KN.m， 故(MMfV1)201 ，满足要求。 0.5VuMcuMf③整体稳定验算

A.横梁平面内的整体稳定验算 计算长度取横梁长度lx＝24000mm，截面特性如下：

115001228(500122)32[25012325012()]12122

11847632[250123250122442]4.29108mm41212IlIzA＝476×8＋250×12×2＝9808mm2，

Ix4.29108ix209.14mm

A9808Iz4.29108Wel1.72106mm3

y250xlx24000114.76150，b类截面，查表得x0.349 ix209.142EA3.1422061039808NE1375KN，mx＝1。

1.1x21.1114.762mxM1N)x]We1xAe0[1(N/NE 99.51031.0437.6106284MPaf310MPa99.50.3499808[1()0.349]1.721069808∴低跨横梁的平面内稳定满足要求。电算结果为285.62MPa,与手算结果相差很小，均计算准确。

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B.横梁平面外的整体稳定验算 考虑屋面压型钢板与檩条严密连接，起到应力蒙皮的作用，檩条可作为横梁平面外的支承点，但为了平安起见，计算长度按两个檩条或隅撑间距考虑， 即ly＝3000mm。

受压区由受压翼缘与腹板1/3高度组成，其截面及尺寸如图：

该截面的回转半径：

iI131y012250215983y0A1212250122159865.20mm

构件的楔率 (d1500d)1(300)10.667 0小于0.268l/d00.2683000/3002.68及6.0

300s10.023lh0/Af10.0230.6673000250121.2657

0.003850.6673000w10.00385l/iy0165.201.02 3000y0sl/iy01.265765.2058.24

构件小头的截面面积 A08208mm2 构件小头的截面高度 h0300mm

Ix01.385108mm4

构件小头的截面模量

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Wx0Ix01.3851089.23105mm3 y150Ix01.385108iy129.90mm

A8208构件小头的受压翼缘截面厚度t012mm

ylyiy300023.09150，b类截面，查表得y0.943

129.90均匀弯曲楔形受弯构件的整体稳定系数

y0t022354320A0h0s4b2()()()y0Wx0w4.4h0fy432082083001.2657458.24122235()()()3.7690.658.2429.231051.024.4300345查表?钢构造?〔，陈绍藩 主编〕表5-3，

N0tM199.51031.0437.6106268.55MPaf6yAe0bWe10.94382080.9951.72100.995，用来代替b 得b∴低跨横梁的平面外稳定满足要求。

3、横梁与柱连接的节点验算

以低跨檐口横梁与柱连接的节点为研究对象，该梁柱节点采用10.9级M30高强度摩擦型螺栓连接，构件接触面采用喷沙处理，摩擦面的抗滑移系数

0.55高强度螺栓的设计预拉力P355kN。

连接处传递内力设计值：

M437.6kNmV113kNN99.5kN 由PKPM设计如下节点详图：

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①螺栓强度验算：

边缘处螺栓所承受的拉力

NtMy1Nmy2in437.610631199.510322(30921672)8 263.35kN0.8P0.8355284kN单个螺栓的抗剪承载力设计值为

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V1130.910.55(3551.25172.33)69.10kN14.13kNn8∴螺栓强度满足要求。 ②端板厚度验算

端板厚度 t20mm，

一个高强螺栓的受拉承载力设计值 Nt284kN 螺栓中心至腹板外表的距离 ew70mm 螺栓中心至翼缘外表的距离 ef65mm 端板的宽度 b280mm 螺栓的间距 a77mm

端板钢材的抗拉强度设计值 f310MPa

设计的端板为两边支承外伸端板，用如下公式进展验算：

6657028410319.85mmt

[ewb2ef(efew)]f[70280265(6570)]3106efewNtNvb0.9nf(P1.25Nt)∴端板厚度满足要求 ③构件腹板强度验算

翼缘内第二排一个螺栓的轴向拉力设计值

Nt2My2Nmyi2n437.610616799.5103 2222(309167)8135.65kN0.4P0.4355142kN刚架构件的翼缘和腹板与端板的连接，应采用全熔透对接焊缝，坡口形式应符合现行国家标准?手工电弧焊焊接接头的根本形式与尺寸?GB985的规定。在端板设置螺栓处，应按下述公式验算构件腹板强度：

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当Nt20.4P时，应满足

0.4Pf eWtW腹板厚度tw10mm，采用Q235B级钢，那么

0.4P0.4355103202.86N/mm2f215N/mm2 =

eWtW7010∴腹板强度满足要求，不需设置腹板加劲肋或局部加厚腹板。

4、梁柱节点域的剪应力验算

节点域是指弯剪共同作用的应力情况比拟复杂的节点区域。节点域板件的过度变形会影响节点刚度，从而降低计算模型的准确性，对构件强度和构造变形造成不利影响；未经加强的节点域板件在复杂应力下甚至会发生破坏。一般通过增加节点域加劲板或额外增加该区域板件厚度来加强节点域承载能力。

dcdcdbdb 仍以低跨梁柱相交的节点域为验算对象，进展如下验算：

节点域的宽度 dc645mm 节点域的厚度 tc10mm 节点域的高度 db600mm 节点承受的弯矩 M437.6kNm

节点域钢材Q345的抗剪强度设计值 fv180MPa

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M437.6106113.07Mpafv dbdctc64560010∴低跨梁柱节点域抗剪满足要求

5、刚架柱脚底板的计算

仍以低跨柱脚为研究对象，

M-710.2kNmV118.9kNN306kN 用PKPM设计及计算结果如下：

A.底板的宽度

B＝b02c＝600＋2×30＝660mm

B.底板的长度L应按底板下混凝土的最大受压应力不超过其轴心抗压强度设计值乘以局部承压时的提高系数〔为保证一定的平安储藏，此处不考虑提高系数〕：

N6M3061036710.2106N26.66N满足要求 2fc9.62mmmm2BLBL10206606601020C.底板的厚度 应满足t6M2，其中，f310N2，Ma2， mmf- . word.zl-

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1850.833，查表得系数0.0997，

a2222226.66N2，Ma20.09976.6622232724.67 mmb2∴6M632724.6725.17，故t取25mm厚，可以满足要求。 f3106、刚架牛腿设计

在门式刚架柱上设置牛腿以支承吊车梁、平台梁或墙梁，牛腿构造如下：

〔a〕边列柱牛腿 〔b〕中列柱牛腿

实腹柱牛腿构造

仍以低跨牛腿为研究对象，用PKPM设计及计算结果如下：

①牛腿的内力计算

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作用于牛腿根部的剪力VP1.2PD1.4Dmax； 作用于牛腿根部的弯矩MVe

其中，PD为吊车梁及轨道重，此处取PD240.660KN；

Dmax为吊车最大轮压通过吊车梁传递给一根柱的最大反力，此处取Dmax149.720KN；

∴VP1.2PD1.4Dmax1.2240.661.4149.72498.4KN，

MVe498.40.75373.8KNm ②牛腿与柱连接处截面强度计算

My373.8106650抗弯强度：M127.48MPaf310MPa 8Iz9.53102VS498.4103(47810120)Itw(11047832801423622)10抗剪强度： 12498.410357360N54.18N2fv1803mmmm2527669.410∴牛腿与柱连接截面的强度满足要求。 ③折算应力计算

验算牛腿根部腹板与翼板相交点折算应力。

该点以上截面面积矩 Sbtfhtf/2550cm3；

该点剪应力 fvVS/Itw54.18N/mm2

该点拉应力ftMMh/2tf/I127.48N/mm2； 该点折算应力 f =

满足要求。 ④焊缝连接计算

连接采用沿全周施焊的角焊缝连接，转角处连续施焊，没有起弧和灭弧所引

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ft23fv2127.482354.182158.30N/mm2f,

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起的焊口缺陷，并假定全部剪力由支承托座腹板的连接焊缝承当，不考虑翼缘端部绕转局部焊缝的作用。

设角焊缝的焊脚尺寸为hf＝10mm，he0.7hf7mm， 那么腹板连接焊缝有效面积：Aww7(500214)3304mm2， 全部焊缝对x轴的惯性矩近似地取：

Iwx17472327280253.5227280232.5225.86108mm4， 12在偏心弯矩M373.8KNm作用下，焊缝最外边缘的角焊缝的最大应力：

My1373.8106257wNNf1M1163.94f2ff1.222002448mmmm2Iwx5.8610翼缘和腹板交接的角焊缝在弯矩和剪力共同作用下的应力为：

M2My2373.8106236wN， 150.54N2fff1.222002448mmmm2Iwx5.8610V498.4103f150.85N2， mmAww3304f2(M222150.542wN)f()150.852194.89N2ff2002 mmmmf1.22∴焊缝设计满足要求

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〔五〕刚架附属构造设计

1、檩条设计

1〕设计资料

封闭式建筑，屋面材料为压型钢板，屋面坡度1/12(4.76)，檩条跨度7.5m，檩距1.5m，于l/3处分别设两道拉条。钢材选用Q345。 2〕荷载标准值〔对水平投影面〕 〔1〕永久荷载标准值： 0.50kN/m2 〔2〕可变荷载标准值：

屋面均布活荷载0.30kN/m2，雪荷载0.40kN/m2，计算时取两者的较大值0.40kN/m2，根本风压00.6825kN/m2。 3〕内力计算

〔1〕永久荷载与屋面活载组合

檩条线荷载：

pk(0.500.40)1.51.35kN/mp(1.20.501.40.40)1.51.74kN/m

pxpsin4.760.144kN/mpypcos4.761.734kN/m弯矩设计值：

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Mxpyl2/81.7347.52/812.192kNmMypxl/3600.1447.5/3600.023kNm22

〔2〕永久荷载与风荷载吸力组合

风荷载高度变化系数取z1.0，按?门式刚架轻型房屋钢构造技术规程?，风荷载体型系数取边缘带s1.5logA2.91.5log(1.57.5)2.91.32 〔风吸力〕。

垂直屋面的风荷载标准值：

ksz01.321.00.68250.901kN/m2 檩条线荷载：

px0.51.5sin4.760.062kN/mpy1.40.9011.50.51.5cos4.761.145kN/m

弯矩设计值：

Mxpyl2/81.1457.52/88.051kNmM2ypxl/3600.0627.52/3600.010kNm

∴验算强度时应该采用恒载和活载组合控制。 4〕截面选择及强度验算 选用C25075202.5。

查?门式刚架轻型房屋钢构造技术规程?附表C:

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A10.48cm2,Wx76.19cm3,Wymax36.86cm3,Wymin12.81cm3,Ix952.33cm4,Iy71.31cm4,It0.2184cm4,I8415.77cm6,ix9.53cm,iy2.69cm,e04.84cm,ae0x0b/24.841.9347.5/26.656cm(取负值）

查?轻型钢构造设计指南?〔实例与图集〕附录 附表15、16

b/t75/2.530,h/t250/2.5100,近似取200N/mm2，截面上翼缘有效宽

度比b2/t27,b267.5mm，应考虑有效截面。同时三分点处有孔洞削弱，统一考虑0.9的折减系数，那么有效净截面抵抗矩为：

Wenx0.976.1968.571cm3,Wenymax0.936.8633.17cm3, Wenymin0.912.8111.53cm3屋面能阻止檩条侧向失稳和扭转，计算①、②点的强度为：

MyMx12.1921060.0231061178.49MPaf300MPa 33WenxWenymax68.5711033.1710MyMx12.1921060.0231062179.80MPaf300MPa 33WenxWenymin68.5711011.5310∴强度满足要求。 5〕稳定计算

屋面能阻止檩条侧向失稳和扭转，在风吸力作用下计算檩条的稳定性。 查?钢构造设计手册?表7-1得

11.37,20.06,b0.33

22a/h20.06(6.656)/250.03195

4I0.156It2IyhIy48415.770.1560.21840.33750bl20.802171.31252571.31h22- . word.zl-

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ybliy0.3375092

2.69受弯构件的整体稳定系数

2354320Ah2b21()yWxfy432010.482523521.37(0.031950.80210.03195)1.41550.729276.19345代替b 采用b1.091b0.274b1.0910.2740.89743≈0.90

1.4155考虑有效截面乘以0.95〔不计孔洞削弱〕的折减系数

MyMx8.0511060.010106bWexWey0.900.9576.191030.9512.81103 124.41MPa179.80MPaf300MPa以上计算说明该檩条主要由永久荷载与屋面活荷载组合控制。 6〕挠度计算

5ql451.35cos4.7675004y28.25mm

384EI3842.06105952.33104[]l/1507500/15050mm

∴y[]，变形满足要求。 7〕构造要求

x750/9.5378.7,y250/2.6993200 故此檩条在平面内、外均满足要求。

2、墙梁设计

1〕设计资料

本设计屋面材料为压型钢板，房屋维护墙采用中间夹保温层的压型钢

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板，山墙墙梁跨度为7.5m ，墙梁间距为1.5m。 2〕荷载标准值

根据?建筑构造荷载规X?〔GB50009－2001〕，地面粗糙度系数按B类，风压高度变化系数z1.0，风荷载体形系数：s－1.1、＋1.0，

垂直于房屋山墙的风荷载标准值

ksz01.11.00.68250.75kN/m2 3〕内力计算

均布风荷载设计值：Qx1.40.751.05kN/m2， 墙梁间距1.5m，风荷载设计值为1.05kN/m2，

作用于墙梁上的水平风荷载设计值qx1.051.51.575kN/m。

设压型钢板落地并与根底相连，板与板间有可靠连接，为此，墙梁只承受自重。取墙梁自重设计值为qy0.07kN/m。

墙梁按简支计算：

MxqxL2/81.5757.52/811.074kNmMyqyL2/80.077.52/80.492kNm（不考虑拉条作用）

VxqxL/21.5757.5/25.9kNVyqyL/20.077.5/20.2625kN（不考虑拉条作用）4〕强度验算

选用C22075202.5墙梁，截面特性如下：

Wx63.98cm3,Wymin12.65cm3,Ix703.8cm4

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- - 墙梁截面尺寸示意图 (mm) bbb7530,1t2.5tt 全截面有效，但取用有效截面系数0.9进展验算： h1hh22088,t2.5ttMxMy11.0741060.492106235.53MPaf300MPa WenxWeny0.963.981030.912.651033Vy,max30.26251030.895MPafv175MPa 2h0t222023Vx,max35.910323.6MPafv175MPa 4b0t4752.5∴墙梁截面强度满足要求。电算结果为237.047MPa，手算与电算相差不大，可视为均准确。

5〕整体稳定

在风吸力作用下拉条位置应设在墙梁内侧，并在柱底设斜拉条。此时夹芯板与墙梁外侧结实相连，通过构造保证了风吸力作用墙梁内翼缘受压的稳定性，且墙板能阻止墙梁侧向失稳，故墙梁的整体稳定不需要验算。

6〕挠度计算

风荷载作用下挠度计算：

风荷载标准值 qk1.575/1.41.125kN/m

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5qkl451.1257500431.97mm[]l/1507500/15050mm54384EIx3842.0610703.810 电算结果为29.093mm，电算与手算相差不大，可视为均准确。

∴墙梁设计满足要求。

3、抗风柱设计：

以低跨抗风柱为验算对象，计算简图如下：

均布风荷载设计值：Qx1.40.751.05kN/m2

作用于柱的均布风荷载为：qx1.0588.40kN/m 选用H型钢35015068，钢材用Q345钢 忽略墙架垂直荷载的偏心距，取柱重为0.30kN/m

墙架柱的最大弯矩 MxmaxqxH2/88.4010.52/8115.76kNm 墙架柱的最大轴力 N10.50.31.23.78kN

A44.04cm2,Wx507.55cm3,ix14.20cm

1〕抗风柱强度计算：

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lox1050cm,xNEx105073.918014.20

2EA22.0610544.041021862.6kN22Rx1.11173.9mx1.0

查表?钢构造?〔，陈绍藩 主编〕附表16.5，

（b类）,x1.05 得 x0.6102NxAmxMxxW1x10.8NNEx3.7810320.610244.04101.0115.76106

8.261.05507.5510310.81862.6219.40MPaf310MPa如不考虑轴力

Mx115.76106217.2MPaf310MPa 3xW1x1.05507.5510∴截面强度满足要求。电算结果为218.203N/mm2，与手算相差不大，可视为均准确。

2〕弯矩作用平面内、外的稳定性

由于墙梁和墙板的支撑作用，手算可不验算其稳定性。 用PKPM电算进展验算：

抗风柱平面内稳定计算最大应力＝219.302N/mm2 < f=310.000N/mm2

满足要求；

抗风柱平面外稳定计算最大应力＝296.159N/mm2 < f=310.000N/mm2

满足要求。

3〕挠度验算

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由于柱为上端铰接，下端固接，一般手算可不验算其在水平风荷载的挠度。 用PKPM电算进展验算：

计算最大挠度: 21.304mm < 容许挠度: 26.250mm，满足要求。

4、吊车梁设计

以两边低跨吊车梁为设计对象 1) 吊车设计资料：

设计要求两边低跨使用中级工作制吊车〔XX重工·起重集团XXDQQD型〕,吊车起重量为5t，工作制度为A5级，跨度为22.5m，起升高度：主钩16m,轨道型号为43Kgm，总重量为20.977t，小车重2.126t，最大轮压为98KN，最小轮压为46.7KN。 2) 吊车梁设计资料：

钢材选用Q345，手工焊焊条采用E5015，E5016或E5018型焊条；翼缘与腹板连接焊缝采用自动焊。 3〕吊车荷载计算

根据?建筑荷载规X?〔GB50009-2001〕计算吊车荷载，计算吊车梁的强度、稳定性及吊车梁在竖向的刚度时，应考虑吊车满载时的作用，但验算竖向的刚度时，取用荷载标准值。

〔1〕吊车竖向荷载标准值采用吊车最大轮压98KN； 〔2〕吊车纵向水平荷载标准值为作用在一边轨道上的所有刹车轮的最大轮压之和的10％，即：2×98×10％＝19.6KN；

〔3〕吊车横向水平荷载标准值，取横向小车重量与额定起重量之和的以下百分数，并乘以重力加速度，即

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由于额定起重量Q=5t，H=0.06Qgn＝

0.06(52.126)9.82.10KN；

2（4） 吊车的动力系数

当计算吊车梁及其连接强度时，吊车竖向荷载应乘以动力系数，对工作级别为A5的软钩吊车，动力系数＝1.05；

（5） 吊车的荷载增大系数

由吊车梁系统承当的各种自重荷载包括吊车梁的自重以及轨道、制动构造和

支撑体系的自重，可近似地通过将轮压乘以荷载增大系数。该低跨吊车梁选用钢材Q345，跨度为24m，查表得＝1.09。

（6） 计算吊车梁的强度、稳定以及连接的强度时，应采用荷载设计值〔荷载

分项系数取rQ=1.4〕；计算疲劳和正常使用状态的变形时，应采用荷载标准值。 （7） 荷载设计值

吊车最大轮压设计值：P=rQPmax＝1.09×1.05×1.4×98＝157.03KN 横向水平荷载设计值：H＝0.064〕吊车荷载作用下的内力计算

由于吊车荷载为动力荷载，首先应确定求各内力所需吊车荷载得最不利位置，再按此求梁的最大弯矩及相应剪力、支座最大剪力，以及横向水平荷载作用下在水平方向所产生的最大弯矩。 两侧低跨：

（1） 竖向轮压作用

根据构造力学知识，用影响线进展吊车荷载对吊车梁的最不利位置布置：

QgrQ＝2.10×1.4＝2.93KN。 n- . word.zl-

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大连型5吊车技术规格图①吊车一侧两轮的合力作用点恰好在吊车梁中点：

3750/21975/21975/2C98KN98KN

此时，梁中点B处的弯矩标准值Mk＝98×

1975×2＝193.55 KN.m 257251975梁的支座处剪力标准值Vk＝98×〔＋〕＝98KN

75007500②吊车一侧的一个轮恰好在吊车梁中点处：

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3750/2200/2C98KN98KN

此时，支座B处的弯矩标准值Mk＝98×(

3750200＋)＝193.55KN.m 2237507300梁的支座处剪力标准值Vk＝98×(+)＝144.39KN

75007500③梁上轮压的合力作用线与最近一个轮子间的距离被梁中心线平分

3750/21087/2ER2862/2DE

lR(a2)2982(3750888)22此时，梁D处的弯矩标准值Mk＝214.06KN.m

l7500吊车梁支座处剪力标准值

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Vk＝

98[28627500(3750887.53825)]＝131.97KN

7500由这三种不利位置布置的弯矩和剪力标准值比照知，B布置中梁D处弯矩为最不利弯矩，即Mmax＝214.06KN.m；C布置时，梁的支座处剪力为梁的最不利剪力，即Vmax＝144.39KN。 〔2〕横向水平力作用

其作用位置与竖向轮压一样，因此，横向水平力作用下产生的最大弯矩My与支座的水平反力H可直接按荷载比例关系求得：

MyH2.10Mmax214.064.587KNm P98Hb2.10KN

〔3〕吊车荷载设计值为：

绝对最大竖向弯矩Mmax＝327.602KNm

绝对最大水平弯矩(由横向水平制动力产生)My＝6.413KNm

5〕吊车梁截面选择 ⑴经济高度

61.2M1.2327.6103maxhec73W300733007300457.7mm

f310⑵按容许挠度值要求：

hmin0.6fl(l[])1060.631075007501061046mm

采用h680mm ⑶吊车梁腹板厚度tw

tw11h06801427.3mm 3.53.5- . word.zl-

- -

按剪力确定腹板厚度

1.2Vmax1.2228.89103tw2.3mm

h0fv(680142)180取tw＝6mm

⑷吊车梁翼缘尺寸可以近似按下式计算

W11.2327.61061Alh0tw65261293mm2

h063106526上翼缘选用270×14 6〕截面特性

毛截面面积：A2701420014652610492mm2 毛截面惯性矩：

1127014327014(680344.837)22001431212

120014(344.837)2665236526(344.83340)28.654108mm412Ix毛截面形心位置：y1344.83mm 半个毛截面对x轴的面积矩：

SX(680344.8314)232706(680344.837)1.373106mm3

净截面面积：An(270223.5)14200146(68028)9834mm2 净截面形心位置：y2净截面惯性矩：

223146732001476526340350.90mm

9834Inx11665236652(350.90344.83)220014350.9222314(680350.9)212=8.216108mm4 净截面抵抗矩为：

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Wnx上8.2161082.51106mm3 680350.98.2161082.34106mm3

350.9Wnx下上翼缘对y轴的特性：

A上270143780mm2

An上(27023.52)143122mm2

Iy11427032.296107mm4 121Iny14270323.5214902.290107mm4

122.290107Wny1.696105mm3

1352.296107Wy1.701105mm3

1357〕强度验算 ⑴正应力

上翼缘最大正应力：

My327.6021066.413106MX22 163.24N/mmf310N/mm65Wnx上Wny2.51101.9610下翼缘最大正应力

MX327.60210622 140N/mmf310N/mm6Wnx下2.3410⑵剪应力

平板支座最大剪应力：

VS228.8921031.37310622 60.525N/mmf180N/mmv8IxtW8.654106⑶腹板的局部压应力

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采用的轨道型号为43Kgm，轨道高134mm，

lza5hy2hR50+5×14＋2×134＝388mm；

集中荷载增大系数取φ＝1.0，F=P＝157.03kN，

1.0157.03103腹板局部压应力c67.45N/mm2f310N/mm2

twlz6388F⑷腹板计算高度边缘处的折算应力

2c2c32163.24267.452163.2467.45360.5252176.57N/mmf310N/mm22

∴通过上述计算，所选择的截面：上翼缘270×14、下翼缘200×14、腹板652×6满足该吊车梁的强度要求。 8〕梁的整体稳定

l1b750027027.7810.5 应验算梁的整体稳定性

1l1t7500140.5722.0 b1h270680上翼缘b0.730.1810.730.180.5720.833

I111427032.296107mm4 121I21420030.933107mm4

12I12.2960.711<0.8，b不用乘以相应系数仍取0.833 I1I22.2960.933b由于加强受压翼缘，b0.8(2b1)0.8(20.7111)0.3376

iyI1I2(2.2960.933)10755.48mm A10492yli750055.48135.18 y计算整体稳定系数

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yt124320Ahbb2[1()b]W4.4hyx432010492680135.18142[1()0.3376]

4.4680135.1822.7781060.2820.7690.6，故b/1.070.700.833b计算整体稳定性

MyMx327.6021066.413106206.17N/mm2f310N/mm2 65bWxWy0.702.778101.70110∴该吊车梁的整体稳定满足要求。 9〕吊车梁竖向挠度计算

b2Mxl222.85910675002v7.03mm

10EIx102.061058.654108l7500l10671000 7.03[]∴吊车梁的竖向挠度满足要求。 10〕吊车梁疲劳验算

该吊车梁的吊车是轻级工作制，其欠载效应等效系数取f=0.5，循环次数取n2106，进展如下常幅疲劳验算： （1） 上翼缘与腹板连接处腹板的疲劳验算

正应力1＝73.644N/mm2，连接类别为2，查表得[]2106144N/mm2，

f0.573.64436.822N/mm2[]210144N/mm2 满足要求

6（2） 下翼缘与腹板连接处腹板的疲劳验算

正应力2＝89.179N/mm2，连接类别为4，查表得[]2106103N/mm2，

f0.589.17944.589N/mm2[]210103N/mm2 满足要求

6（3） 下翼缘与腹板连接处角焊缝的疲劳验算

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剪应力＝21.177 N/mm2，连接类别为8，查表得[]210659N/mm2，

f0.521.17710.588N/mm2[]21059N/mm2 满足要求

6（4） 下翼缘往上 50mm处腹板的疲劳验算

正应力3＝76.692N/mm2，连接类别为4，查表得[]2106103N/mm2，

f0.576.69238.346N/mm2[]210103N/mm2 满足要求

611〕支座加劲肋计算

取支座处加劲肋为90×8mm，其端面承受的压应力为：

ceRmax144.3910396.26N/mm2f310N/mm2 Ace2(9015)10稳定验算：

A(4010120)829082800mm2

IZ118(2908)3(40120)834.437106mm4 1212izIZ4.43710639.8mm A2800h065216.38 iz39.8z属于b类截面，查表得0.970，计算支座加劲肋在腹板平面外的稳定性：

Rmax144.3910353.16N/mm2f310N/mm2

A0.9702800∴所设置的支座加劲肋满足端面承压和平面外稳定的要求。 12〕焊缝计算

〔1〕上翼缘与腹板的连接焊缝

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hf120.7ftw(VS12P2)()Ilz1144.3910327014(680344.838)21157.031032()()1.81mm820.71603888.65410取6mm。

(2) 下翼缘与腹板的连接焊缝

VS1144.3910327014(680344.838)hf0.92mm w820.7ftIx20.71608.65410取6mm。

〔3〕支座加劲肋与腹板的连接焊缝

Rmax144.39103hf0.53mm w0.74(65221528)1600.7nlwft取6mm。

5、根底设计

1〕设计资料

地基承载力设计值为为220kPa，冻土深度为0.9m，采用钢筋混凝土柱下独立根底，根底埋深选择为1.5m， 作用在根底上荷载由PKPM电算得出，采用如下最不利内力组合：M-710.16kNmN182.42kNV118.9kN， 故作用在根底底面的荷载为：

M＝710.16＋118.9×1.5＝888.51KN·m N182.42kNV118.9kN 根底采用C20混凝土，

ft1.10N/mm21100kN/m2，fc13.4N/mm2，

HRB235级钢筋，fy210N/mm2

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地基承载力设计值：

ffkb(b3)d0(d0.5)220020(33)1.120(1.50.5)242kp

a2〕确定根底底面积

〔1〕按轴心荷载初步估算基底尺寸：

AFf182.421.50.86m2

Gd24220〔2〕由于荷载偏心，将初估尺寸增大到1.4倍，即

A1.4A1.40.861.2m2

取 L/B1.5，所以 L1.5B

LB1.5B21.2 解得B0.894m

考虑到刚接柱脚弯矩较大，取B2.5m，那么L1.5B3.75m 〔3〕强度校核

验算pfpmax1.2f

ppFG182.4220LBd182.42202.53.751.5jLBLB3.752.549.46kPaf242kPa满足要求

pFGmaxM49.46888.51minLBW12.53.7526 49.46151.64201.10102.18kPapmax1.2fa1.2242290.4kPa

故取根底底面尺寸为L3.75m，B2.5m。 3〕确定根底高度，采用台阶形根底

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基底净反力：

p182.42M182.42888jmaxminLBW3.752.5.51162.53.752 19.46151.64171.10132.18kPa根底高度：hL0F0.7f

tbmFLpjmaxA，取 h0100cm时，

B2.5mb2h00.6212.6m

所以A取以下图相应面积计算

jnt0hb1b2L0°h54kmgah0a1L1

A1mgtn(Lh11a20)B2(3.750.621)2.51.44m22 FLpjmaxAmgtn171.101.44246.38kN

0.7ft(bh0)h00.71100(0.61)11232kN

所以 FL0.7ftbmh0，即h01m时满足要求 故根底总高度 H10.041.04m

设第一台阶高度为45cm，所以h0141cm，a1b11.50m。 冲切破坏锥体外面积：

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11Asqtr2.5(3.751.52h01)2.5(3.751.520.41)1.788m2

22FLpjmaxAsqtr171.101.788305.84kN

0.7ft(b1h01)h010.71100(1.50.41)0.41602.99kN FL0.7ft(b1h01)h01满足要求

所以 h0141cm 4〕配筋计算

HRB235级钢筋，f2y210N/mm

p12(p1j11maxpj1)2(49.46171.10)110.28kPa

p11j332(pmaxpmin)2(132.18171.10)151.64kPa

l1ⅠtjbL2mkⅡgl2aⅠL1

柱边截面：

M11148(pjmaxpj1)(L1a)2(2L2b)

1(171.10110.28)(3.750.6)248(22.50.6)325.73kNmM11325.73106s11f220.009723 cmbh013.425001000- . word.zl-

Ⅱ - -

12a11s121120.00972320.9951

M11325.73106Ag11f1559mm2

sh0y0.99511000210台阶边截面：

M33148(pjmaxpj3)(L1a1)2(2L2b1)

148(171.10151.64)(3.751.5)2(22.51.5)273.15kNmM633273.1510s33f220.0485 cmbh0113.4250041012a3311s1220.048520.9751

Ag3M33f273.1510633266mm2Ag11 sh01y0.9715410210所以按3-3进展配筋，选用 14@160。 下面进展宽度方向配筋计算： 柱边截面：

M22148(pjmaxpjmin)(Bb)2(2La)

148(171.10132.18)(2.50.6)2(23.750.6)184.75kNm台阶边截面：

M14448(pjmaxpjmin)(Bb1)2(2La1)

148(171.10132.18)(2.51.5)2(23.751.5)56.865kNm22s22Mfbh21847500000.005515 cm013.4250010002- . word.zl-

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s112s221120.0055150.9972

22Ag22M22184750000882mm2 sh0fy0.99721000210s44M44568650000.0101 22fcmbh0113.42500410s112s441120.01010.9949

22Ag44M4456865000664mm2Ag22

sh01fy0.9949410210所以按2-2进展配筋，选用 10@200。

抗风柱下根底底面尺寸采用12001500mm2，根底高度500mm，埋深1500mm，纵横向配筋均为10@200。

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