钢结构毕业设计计算书(7层)

要求：试设计沈阳某公司办公楼，已知工程概况如下：

本建筑为沈阳某公司办公楼，位于沈阳市区。共七层，全部为办公用房，总建筑面积：7100m2，占地面积：3400m2，底层层高4.5m，顶层层高4.5m，其余层均为4.2m。室内外高差0.600m，室外绝对标高为+46.200m。

满足防火要求设两个双跑楼梯和两部电梯。墙体采用聚氨酯PU夹芯墙板，室内地面采用大理石装饰。屋面为不上人屋面，采用改性沥青防水，苯板保温。

结构形式为钢框架——支撑体系。设计基准期50年，雪荷载kNm2，基本风压：kNm2。抗震设防烈度为7度，设计基本加速度为g。

地质条件：拟建场地地形平坦，地下稳定水位距地坪-9.0m以下，冰冻深度-1.20m，土质分布具体情况见表，Ⅱ类场地。

建筑地层一览表 表

土层深度 序号 1 2 3 4 岩土分类 (m) 杂填土 粉土 中砂 砾砂 圆砾 — — — (m) (kPa) — 120 200 (kPa) — — — (kPa) 10 25 厚度范围 地基土承载力 桩端阻力 桩周摩擦力 注：地下稳定水位距地表-9m，表中给定土层深度由自然地坪算起。

第一部分 方案设计概述

一、建筑方案概述

1. 设计依据

《总图制图标准》GB/T 50103-2001 《建筑制图标准》GB/T 50104-2001 《民用建筑设计通则》JGJ 37-87（试行） 《办公建筑设计规范》JGJ 67-89

《高层民用建筑设计防火规范》GB 50045—95(2001年修订版） 《建筑设计防火规范》GBJ16-87(2001版) 2．设计说明

（1）屋面（不上人屋面） 防水层：改性沥青防水卷材； 20mm厚1:3水泥沙浆找平层； 100mm厚水泥珍珠岩保温层

焦渣找坡（最薄处30mm厚，最厚处150mm）；

压型钢板混凝土组合板（总厚度150mm，折算厚度100mm）； 轻钢龙骨吊顶。 （2）楼面： 20mm大理石面层；

20mm1：3干硬性水泥沙浆找平层； 100mm厚压型钢板混凝土组合结构层； 轻钢龙骨吊顶。 （3）门窗

本工程采用实木门和塑钢玻璃窗。 （4）墙体

外墙为双层聚氨酯PU夹芯墙板300mm（内塞岩棉）；

内墙为双层聚氨酯PU夹芯墙板180mm厚聚氨酯PU夹芯墙板； 卫生间采用C型轻钢龙骨隔墙。

二、结构方案概述

1. 设计依据

本设计依据以下现行国家规范及规程设计。 《建筑结构荷载规范》(GB50009-2001) 《钢结构设计规范》（GBJ50017-2003） 《建筑抗震设计规范》(GB50011-2001) 《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ 99-98

2. 结构形式及布置

采用钢框架-支撑结构。纵向设置十字交叉柔性支撑两道，支撑杆件用双角钢截面，焊

缝连接。框架梁、柱均采用焊接工字形截面。楼板采用压型钢板钢筋混凝土组合结构；楼梯为钢楼梯；基础采用柱下独立基础，结构布置如下：

支撑22002100240021002200卫生间2200D22006600C198006600B220022006600A840084008400504008400840084001234567图 结构布置图

底层计算高度为4.5m+1.5m=6.0m，其中1.5m为初估室内地坪至柱脚底板的距离。 3. 材料选用

所有构件及零件均采用Q235B；组合楼板混凝土强度等级C20，基础混凝土强度等级C25，钢筋为HRB335级及HPB235。

4.主要参数及结构计算方法

该建筑抗震设防类别为丙类，地震作用及抗震措施均按设防烈度考虑。具体计算方法如下：采用底部剪力法计算水平地震作用；采用修正反弯点法（D值法）计算水平地震作用下的框架内力；采用弯矩二次分配法，计算竖向荷载作用下框架内力。

42006600AB4200660019800C42006600D450060004200420031500 图 结构竖向布置图

第二部分 结构布置及截面初选 一、计算简图及构件截面初选

1. 计算单元

支撑D卫生间22002200210024002100220022006600C198006600B220022006600A840084008400504008400840084001234567图 结构计算单元

2. 结构构件截面初选 （1）柱截面按中柱初估：

钢框架－支撑结构按每平米5～8kNm2计算竖向荷载，此处取6kNm2，柱的长细比＝（60～120）235fy。

轴压力设计值N（+3）××6××7＝；荷载分项系数平均值。

取长细比y＝80 (按较小刚度y轴考虑)，计算长度系数=1（设有侧向支撑），按b类截面查得稳定系数＝，则所需要面积：

N2889.410320486.4mm2 A≥f0.688205考虑弯矩及倾覆压力作用的影响取: （～）A＝（～）× =26632～30730 mm2 所需截面回转半径：iy＝6000/80＝75mm。 （2）钢梁截面初估

纵向框架梁高l1520＝8400/15～8400/20＝560mm～420mm； 横向框架梁高l1520=6600/15～6600/20=440mm～330mm；

（3）压型钢板：YX70－200－600（V200），板厚1mm，有效截面惯性矩Ief＝100.64cm4/m,

3有效截面抵抗矩Wef＝27.37cm/m，一个波距宽度内截面面积As =mm2，自重kNm2。

柱、梁选用见下表： w1w图 构件截面参数

结构构件初选截面参数 表

截面尺寸 项目 构件截面特性 重量 (mm) (mm) (mm) 框架柱 500 450 22 h b1 t hw tw A 2Ix 4Iy ix (mm) iy (mm) (mm) (mm) (mm) (mm) 456 14 26184 52 mm 2 4（kN/m） 纵向框架梁 横向框架梁 纵向次梁 横向次梁 500 500 450 400 260 260 240 240 14 14 10 10 472 472 430 380 8 8 8 8 11056 11056 8240 7840 5 5 7 3 第三部分 荷载汇集

一、屋面均布荷载

1．恒载

APP改性防水 kNm2

20mm厚1：3水泥砂浆找平层 20×=kNm2 100mm厚水泥珍珠岩保温层 ×=kNm2 焦渣找坡（最薄处30 ，最厚150） 10×=kNm2 100mm厚现浇混凝土结构层（折算厚度） 25×=kNm2 1mm厚压型钢板 kNm2 轻钢龙骨吊顶 kNm2 合 计 kNm2

2. 活载：

不上人屋面 kNm2 雪载 kNm2 重力荷载代表值计算时取雪荷载。竖向荷载作用下结构分析时活荷载和雪荷载不同

时考虑，取二者较大值考虑。

二、楼面均布荷载：

1．恒载：

大理石面层 28×=kNm2 20mm厚水泥砂浆找平层 20×=kNm2 100mm厚现浇钢筋混凝土结构层 25×=kNm2 1mm厚压型钢板 kNm2

轻钢龙骨吊顶 kNm2 合 计 kNm2

2.活载：

楼面活荷载 kNm2 走廊、楼梯的活荷载 kNm2

为简化计算，本设计偏于安全楼面均布荷载统一取kNm2计算。 三、构件自重（单个）

1. 柱

1层 ×= kN 2-6层 ×= kN 7层 ×= kN

2. 梁

横向框架梁 ×= 纵向框架梁 ×= 横向次梁 ×= 纵向次梁 ×=

3.墙体 （1）外墙

双层聚氨酯夹芯墙板（含龙骨）300厚 kNm2 合 计 kNm2

（2）内墙

双层聚氨酯夹芯墙板（含龙骨）180厚 kNm2 合 计 kNm2

（3）隔墙

C型轻钢龙骨隔墙 kNm2

4. 门窗

木门 kNm2

塑钢窗 kNm2

四、重力荷载代表值计算

各楼层重力荷载代表值的具体计算过程略，计算结果如下：

G7 G6+=

G5G4G3G2 + =

G1 +=

房屋总重力荷载代表值：

GGi＝++×4+ = kN

=6897.95kN=6564.80kN745006420042005=6528.64kN=6528.64kN=6528.64kN=6528.64kN=6566.47kN4200315004342004200216600AB660019800C6600D6000图 重力荷载分布图

第四部分 水平地震作用下结构分析

（Ⅰ） 横向框架地震作用分析

一、地震作用计算

1. 层间侧移刚度计算 （1）梁线刚度计算

钢材的弹性模量E206103N/mm2

框架梁线刚度 表

边框架 跨度 层 截面惯性矩 中框架 L(mm) 1～7 6600 Ix(mm) 4Ib=Ix (mm) 4KbEIbL （×10kN·m） 4Ib=Ix (mm) 8 4KbEIbL （×10kN·m） 45 0 （2）柱线刚度计算 柱的线刚度按式KcEIc计算 h框架柱线刚度 表

A,D轴柱惯性矩 层 柱高h(m) A,D轴柱子线刚度 B,C柱轴惯性矩 B B,C轴柱子线刚度 IA,D(×109mm4) KA,D（×104kN·m） IB,C(×109mm4) KB,C（×104kN·m） 7 6 5 4 3 2 1 （3）柱侧移刚度计算 112112CCC234C 一般层：K=12KcKbK  D h22Kc2K首 层：K=

12KcKb0.5K  D

h2Kc2K框架柱的D值 表

hi (m) 层 柱子类别 K4b (×10KN·m) 4(×10KN·m) KcK  (×10 KN/m) D 4(×10 KN/m) D 4中框架 7 边框架 中框2 ～6 架 边框架 中框架 1 边框架 中柱(10根) 边柱(10根) 中柱(4根) 边柱(4根) 中柱(10根) 边柱(10根) 中柱(4根) 边柱(4根) 中柱(10根) 边柱(10根) 中柱(4根) 边柱(4根) 注：与楼梯相邻处的框架梁应按边框架梁计算，此处简化计算按中框架考虑。 2. 结构自振周期T1计算

将各层重力荷载代表值集中在相应楼层处作为假想水平荷载计算整体框架的顶点位移。考虑非结构构件的影响取0.9。

结构自振周期T1 表

层数 7 6 5 4 Gi (kN) Gi (kN) Di (×10 KN/m) 4iGiDi （m） uii（m） i1j 3 2 1 T11.7un1.70.90.834=s

3.水平地震作用分析

（1）采用底部剪力法计算水平地震作用

Tg0.35s，设防烈度7度，设计基本加速度值为0.1g（第一组），则max0.08；Ⅱ类场地，

阻尼比＝0.035；Tg＜T1=＜5Tg＝5×=。

0.90.05－0.050.0350.90.9220.5＋50.550.035

0.05－0.050.0352111.1260.06＋1.70.061.70.035Tg2T10.35=1.126max1.3970.9220.08=

（2）结构总水平地震作用:

FEKGeq＝××＝

T1=＞Tg=×=，需要考虑顶部附加水平地震作用。

n=T1+=×+=

顶部附加地震作用FnFEK0.182988.40 kN （3）各层水平地震作用标准值及楼层地震剪力

FiGiHiGHjj1nFEK1n

jHi——结构所在层楼板的计算高度。

楼层地震剪力：

VjFiF (1ij7)

jin

楼层地震剪力计算 表

hi (m) 层 Hi(m) Gi (kN) GiHiGiHi j(KN·m) GHjj1nFEK(1δn) (kN) F (kN) — — Fi (kN) Vi (kN) 7 6 5 4 3 2 1 6 27 6 — — — — （4）楼层地震剪力调整

按抗震规范规定：各楼层地震剪力ViGi，剪力系数0.016，具体计算如下表所

jin示：

楼层地震剪力调整 表

层 7 6 5 4 3 2 1 Vi (kN) Gi (kN) Gjini(kN) Gi(kN) jin备注 满足 满足 满足 满足 满足 满足 满足 由以上计算可知各楼层地震剪力均满足要求。 （5）楼层地震剪力作用下横向框架侧移

楼层地震剪力作用下横向框架侧移等于层间剪力除以楼层侧移刚度，计算如下表：

地震剪力作用下横向框架侧移 表

层 7 6 5 4 3 2 1 hi（m） Vi(KN) Di(×10 KN/m) 4uiViDi (m) （6）侧移修正

1）考虑节点域剪切变形对侧移的修正

由于本结构横向框架梁及框架柱截面没有改变，故每层的侧移修正系数相同，计算如下： 由横向框架梁的截面参数可知： 梁的腹板平均高度度：hbm=472mm 梁截面的平均惯性矩：Ibm=8mm4 柱的腹板平均高度度：hcm=456mm 柱截面的平均惯性矩：Icm= 52 mm4 节点域腹板平均厚度：tm=14mm

KmhcmhbmtmG=456×472×14×79000=×105kNm

EIbm2.06105750147488=＞1，需要修正。 11Kmhbm2.38051047217.51.8210.74=×4Icmhbm Ibmhcm1242416352472修正系数：

7501474884561000.52）考虑节点柔性的侧移修正

11111.4011.108

1000.511.401规范规定修正幅度一般应控制在5%以内，故取修正系数20.05

框架侧移及修正 表

层高 层 7 6 5 4 3 2 1 hi（m） ui 1 2 ui uMui i1nui hi1/2114 1/1606 1/1281 1/1100 1/991 1/926 1/949 [e] 1/300 从上表计算可知层间位移角（7）框架的顶点水平侧移

框架的顶点水平侧移可分为两部分：由框架梁的弯曲变形产生的侧移uM和由柱子轴向变形产生的侧移uN，框架顶端侧移u=uM+uN。uM可由D值法求的：

uMui，uii1nui＜[e]，满足要求。 hiVi DiuN的计算如下：

将地震作用下折算成倒三角形水平分布荷载，顶端荷载为：

qek=

3FiHiH2=

3382.8631.5165.7527139.2022.8113.5618.687.9214.462.2710.236.84631.52 =m

nA126184 1（边柱截面沿高度没有变化） A726184 参数Fn11； 30qekH472.3931.5411==0.006179 m uNFn6222206100.02618419.8302EA1B顶点位移：

u=uM+uN=+=0.0331 m

0.033111，满足要求。 31.5952500从以上表计算可知，地震作用下侧移满足要求。 （8）框架质心侧移验算

规范规定框架顶端侧移不应超过质心侧移的倍，计算如下。 1）质心高度

GHX=

Giii=

864824.11 18.74 2m

46143.78 由于H418.6mXH44uG=umu5

H5=×[+× ＜u7=，满足。

V7=382.86kNn74500V6=548.61kNV5=687.81kNV4=801.37KNV3=889.28kNV2=951.56kNV1=988.40kN543216000420042004200420042006图 地震作用下的层间剪力

二、水平地震作用下框架内力计算（采用D值法）

取④轴横向框架计算。 1.框架柱的反弯点高度计算

yy0y1y2y3

yyhi

y—反弯点到柱下端结点的距离，即反弯点高度。

y0—标准反弯点高度比。

y1—上下横粱线刚度比对标准反弯点高度比y0的修正系数。 y2—上层层高变化修正系数。 y3—下层层高变化修正系数。

y0根据框架总层数、该柱所在层数和梁柱线刚度比K查表得。

边柱（中框架A柱、D轴柱）的反弯点高度比 表

层 7 6 5 4 3 2 1 hi(m) K y0 y1 y2 y3 y 中柱（中框架B柱、C轴柱）的反弯点高度比 表

层 7 6 5 4 3 2 1 hi (m) K y0 y1 y2 y3 y 2.框架柱端弯矩计算 （1）第i层第k根柱所受的剪力：VikDikDVi =ikVi

DiDik（2）第i层第k根柱下端弯矩：Mc下Vikyh

（3）第i层第k根柱上端弯矩：Mc上Vik(1y)h 具体计算过程见下表

边柱（A、D轴）柱端弯矩 表

层 H(m) 7 6 5 4 3 2 1 Dik 4Di 4Vi (kN) Vik (kN) (10kN/m) (10kN/m) y Mc上 （kNm） Mc下 (kNm) 中柱（B、C轴）柱端弯矩 表

层 H(m) 7 6 5 4 3 2 1 Dik 4Di 4Vi (kN) Vik (kN) (10kN/m) (10kN/m) y Mc上 （kNm） Mc下 (kNm) 3.框架梁端弯矩、剪力及框架柱轴力计算

根据节点平衡，由柱端弯矩求梁端弯矩。梁端按其线刚度分配。 Mb左Kb左Mc下，iMc上，i1=ABMc下，iMc上，i1 Kb左Kb右Kb右Mc下，iMc上，i1=BAMc下，iMc上，i1

Kb左Kb右 Mb右VAB(BC)Mb左Mb右L

横向框架梁端弯矩、剪力及框架柱轴力 表

A轴柱 层 AB跨 Mb左 A轴柱 VAB B轴柱 Mc下 BC跨 Mb左 B轴柱 NB L Mc下(kNm) (kNm) 7 6 5 4 3 2 1 Mc上AB ( kNm) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm) BA(kNm) (kNm) (kN) (kN) Mb右 NA Mc上Mb右 VBC 由于结构对称，故CD跨框架梁与AB跨相同；C、D轴框架柱内力分别与A、B轴框架柱内力相同。

由于本结构的自振周期T1=<，故柱轴力不予修正。 4. 地震作用下框架内力图

37.7937.7926.4226.4252.858.019.7318.0746.9765.4828.4646.9759.4575.2543.6559.4574.6287.6861.5772.3180.0988.4571.4780.0996.28104.1188.4596.2885.2385.2885.1885.2340.0514.231.7214.9210.589.739.8051.4841.6825.9818.022.4119.6115.0924.6521.6848.2969.9632.5822.614.0023.8518.9144.2551.6331.1582.7837.9624.275.2426.1222.0468.1040.9251.3592.2742.1229.187.0830.5624.4594.2254.0851.35105.4345.0725.838.4729.3426.17124.7852.6255.81108.4311.98154.1231.95139.11155.03

图 地震作用下横向框架内力图

（Ⅱ）纵向框架地震作用分析

一、侧移刚度计算

1．支撑布置在A轴（或D轴）框架各两道，详见结构布置图。每道支撑的竖向布置如下图所示。

5L=930840025366000L=321004 42004200L=93904500图 柱间竖向支撑布置图

2. 中心支撑杆件的选取

本设计中心支撑杆件杆件采用双角钢截面，按拉杆设计，7度设防，要求200。中心支撑杆件的计算长度，按拉杆设计时：支撑平面内取节点中心到交叉点的距离，支撑平面外l0l，支撑截面初估如下表所示。

中心支撑杆件截面参数 表

重量 层 规格 (kgm) 面积(cm) 2回转半径(cm) 支撑杆件 长度(m) ix iy x y 7 6 5 4 2∟125×8节点板厚12 2∟125×8节点板厚12 2∟125×8节点板厚12 2∟125×8节点板厚12 3 2 1 2∟125×8节点板厚12 2∟125×8节点板厚12 2∟125×8节点板厚12 3. 中心支撑（X型）的等效侧移刚度DXb：

DXbEbAbcos3 lEb、Ab——支撑杆件的弹性模量和截面面积；

——支撑的水平倾角；

l——框架柱轴线距离。

d图 支撑尺寸

具体计算见下表。

中心支撑（X型）的等效侧移刚度 表

层 7 6 5 4 3 2 1 Ab(cm2) Eb(105Nmm2) L(m) cos Dxbij(kNm) Dxbi(kNm) 4.框架结构的纵向侧移刚度 计算方法同前。

框架结构的纵向侧移刚度 表

层 柱子类别 中柱(10中框架 7 中柱(10边框架 根) 边柱(4根) 中柱(10中框架 2 边柱(4根) ～ 中柱(106 边框架 根) 边柱(4根) 中柱(106 中框架 1 中柱(106 边框架 根) 边柱(4根) 6 根) 边柱(4根) 6 根) 根) 边柱(4根) 44(m) (×10KN·m) (×10KN·m) bhi K KcK  Dij 4(×10 kN/m) (×104 kN/m) D 结构纵向总侧移刚度 表

层 7 6 5 4 3 2 Dxbi(×104 kN/m) Di(×104 kN/m) Dxbi+Di(×104 kN/m) 1 二、结构的自振周期周期（纵向框架）

结构自振周期T1计算方法同前，具体计算过程如下表所示。

结构自振周期T1计算（纵向框架） 表

层 Gi(kN) Gi(kN) Di (×10 kN/m) 384737 418833 418833 418833 418833 418833 278933 4层间相对位移 ui (m) iGiDi(m) 7 6 5 4 3 2 1 T11.7un1.70.90.500=s 3.纵向水平地震作用分析

（1）采用底部剪力法计算纵向水平地震作用

考虑多遇地震，7度设防，设计基本加速度值为0.1g（第一组），则max0.08；Ⅱ类场地，Tg0.35s，阻尼比＝0.035；Tg＜T1＜5Tg＝5×=。

0.90.05－0.050.0350.90.9220.5＋50.550.035

0.05－0.050.0352111.1260.06＋1.70.061.70.0350.35=1.126max1.0820.922Tg2T10.08=

（2）结构总水平地震作用:

FEKGeq＝××＝ kN

T1=＞Tg=×=，需要考虑顶部附加水平地震作用。

n=T1+=×+=

顶部附加地震作用FnFEK0.15651247.40 （3）各层水平地震作用标准值及楼层地震剪力

FiGiHiGHjj1nFEK1n

jHi——结构所在层楼板的计算高度。

楼层地震剪力：

VjFiF (1ij7)

jin

楼层地震剪力计算 表

层 hi (m) 6 Hi (m) 27 6 Gi (kN) GiHi (kNm) GiHi jGHjj1nFEK(1δn) (kN) F (kN) Fi (kN) Vi (kN) 7 6 5 4 3 2 1 — — — — — — （4）楼层地震剪力调整

按抗震规范规定：各楼层地震剪力ViGi，剪力系数0.016，具体计算如下表所

jin示：

楼层地震剪力调整 表

层 7 6 5 Vi (kN) Gi (kN) Gjini(kN) Gi jin备注 满足 满足 满足 4 3 2 1 满足 满足 满足 满足 （5）楼层地震剪力作用下纵向框架侧移

由框架梁的弯曲变形产生的侧移uM 计算如下表，其中1、2分别为考虑节点域剪切变形和节点柔性对侧移影响的修正系数，计算方法同前。

地震剪力作用下纵向框架侧移 表

Vi (kN) 层 h（im）Di (kN/m) 384737 418833 418833 418833 418833 418833 278933 Vuii Di(m) 1 2 ui (m) uMui i1n(m) ui hi1/3337 1/2308 1/1820 1/1552 1/1393 1/1299 1/1189 [e] 7 6 5 4 3 2 1 1 300从上表计算可知

ui＜[e]。 hi柱子轴向变形产生的侧移uN计算如下：

将地震作用下折算成倒三角形水平分布荷载，顶端荷载为：

qek=

3FiHiH2=

329937.90 =m 231.5nA126184 1（边柱截面沿高度没有变化） A726184 参数Fn11 30qekH490.5231.5411==0.00119 m uNFn6222206100.02618450.4302EA1B顶点位移:

u=uM+uN=+=0.02067 m

0.02067 11，满足要求。 31.51524500从以上表计算可知，地震作用下侧移满足要求。

4. 支撑内力计算

本结构共设四道支撑，因此每道支撑所承担的地震剪力为每层支撑所受总剪力的1/4，支撑杆件的拉力按桁架结构计算，计算过程如下表所示。

7459.6245006675.2642005856.35420041004.08420031118.46420021199.47420011247.406000图 结构的纵向地震剪力

支撑所承担的地震剪力 表

层 7 6 5 4 Vi (kN) Dxbi+Di (×10 kN/m) 4Di (×10 kN/m) 4VKJ,i (kN) Dxbi (×10 kN/m) 4VXD,i （kN） 3 2 1 支撑杆件的内力 表

层 7 6 5 4 3 2 1 VXD,i（kN） l（m） ld（m） Nd（kN） 第五部分 风荷载计算分析

一、风荷载计算

1.自然条件

基本风压W0＝m2（设计基准期50年），地面粗糙度为C类（按房屋比较密集的城市市区计）。

2. 风荷载计算

由荷载规范可知，作用在建筑物表面的风荷载标准值按下式计算：

WkZZSW0

Z Z由于T1=＞，按荷载规范的要求应考虑结构发生顺风向风振的影响，此处仅考虑第一振型。

Z12 0.62W0T1××＝ kNs/m，因此=；

2

2

房屋高宽比HB＝＝，因此＝；

风荷载作用下各楼层处的水平力按下式计算：

FWi=

hihi1BWk 2式中：hi、hi1——第i层和第i+1层的层高，计算顶层时hi取两倍的女儿墙高度。

B——房屋的纵向宽度。 具体计算如下所示：

风振系数Z计算 表

层 7 6 5 4 3 2 1 Hi(m)   z z z 风荷载计算 表

层 7 6 5 4 3 2 1 Hi (m) 6 Z Z W7S 迎风面 背风面 205.61W0 (kN/m) 2Wk (kN/m) 2FWi (kN) VWi (kN) 4500W6479.214200W5713.464200W4902.934200W31063.974200W21201.244200W11351.686000图 风荷载作用下层间剪力

二、风荷载作用下框架内力和侧移计算

风荷载作用下框架内力和侧移计算与地震作用下框架内力和侧移计算方法相同，采用D值法。具体计算如下表。

1. 侧移验算 1）层间侧移计算

风荷载作用框架侧移计算如表所示。表中的1、2分别为考虑节点域剪切变形和节点柔性对侧移影响的修正系数，计算方法同前。

风荷载作用框架侧移 表

VWi (kN) 层 hi（m）Di (kN/m) 208279 242945 242945 242945 242945 242945 180982 VuiWi Di(m) 1 2 ui (m) uMui i1n(m) ui hi1/3937 1/1839 1/1235 1/976 1/828 1/734 1/694 [e] 7 6 5 4 3 2 1 1/300 从上表计算可知

ui＜[e]。 hi2）顶点侧移验算

柱子轴向变形产生的侧移uN计算如下：

将风荷载折算成倒三角形水平分布荷载，顶端荷载为：

qek=

3FiHiH2=

327350.64 = kN/m

31.52nA126184 1（边柱截面沿高度没有变化） A726184 参数Fn11 30qekH482.6931.5411==0.001089m uNFn22061060.02618450.42302EA1B2顶点位移:

u=uM+uN=+=0.0317 m

0.031711，满足要求。 31.59945003）质心侧移验算

由前述计算可知质心高度X=18.742m。

由于H418.6m＜X=18.742m＜H522.8m，所以倍的质心位移：

4u5XH4H5=×[+× ＜u7=，满足。 uG=um2. 风荷载作用下横向框架内力计算

风荷载作用下横向框架内力计算方法与地震作用下的内力计算方法相同。

边柱的弯矩、剪力 表

层 7 6 5 4 3 2 1 hi (m) 6 Dik 4Di 4Vi (kN) Vik (kN) (10kN/m) (10kN/m) y Mc上 （kNm） Mc下 (kNm) 中柱的弯矩、剪力 表

层 7 6 5 4 3 2 1 hi (m) 6 Dik 4Di 4Vi (kN) Vik (kN) (10kN/m) (10kN/m) y Mc上 (kNm） Mc下 (kNm)

框架梁端弯矩、剪力及框架柱轴力 表

A轴柱 层 AB跨 A轴柱 B轴柱 BC跨 B轴柱 L Mc下(kNm) (kNm) 7 Mc上 AB 1 Mc下Mc上 Mb左 Mb右 VBCNB VAB NA BA (kNm) (kNm) (kN) (kN) (kNm) (kNm) (kNm) (kNm) (kN) (kN) Mb左 Mb右 6 5 4 3 2 1 1 1 1 1 1 1 3. 风荷载作用下框架内力图

14.1928.3814.199.7036.2457.2015.2836.2458.0978.0638.1358.0981.3398.7963.8781.3393.33105.8280.8393.33118.63131.43105.82118.63112.08116.63107.53112.0854.7713.2243.70168.9410.980.9311.805.685.234.305.2320.3020.305.2641.6736.4122.7017.601.7519.2613.1817.0318.9369.0250.0933.7924.643.4026.0319.6236.2932.3190.4958.1842.7728.284.7930.4324.8362.3246.10107.5461.4450.3935.956.9537.6329.2692.7661.4468.27129.7156.8933.968.6338.5633.03130.3871.9670.46142.42190.24212.01图 风荷载作用下横向框架内力

第六部分 竖向荷载作用下框架结构内力

横向框架在竖向荷载作用下的内力分析采用弯矩二次分配法。弯矩二次分配法是一种近似计算方法，即将各节点的不平衡弯矩同时作分配和传递，分配两次传递一次。

一、竖向荷载汇集及框架计算简图 1. 屋面

1）屋面恒荷载计算（标准值） （1）框架梁自重 边跨（中跨）梁：gk=m （2）次梁自重：

gk= kN/m Rgk

=××= Pgk=×2= kN （3）屋面板荷载：

屋面板边跨为×2.2m，次梁传来的支座反力为框架梁的集中荷载。 屋面次梁上恒荷载标准值为： 边跨：

gk=×=kNm Rgk

=××= Pgk=×2= 中跨：

gk=×=kNm Rgk

=××= Pgk=×2= （4）横向框架梁所受的恒荷载 均布荷载：gk= kN/m

由于横向框架梁所受的均布荷载（自重）很小，简化计算折算为集中荷载(下同)

：Pgk=××=

横向框架梁所受的集中荷载： 边跨：

Pgk=++= PkPgkPgk中跨：

Pgk=++= PkPgkPgk2）屋面活荷载（不上人屋面）：kNm2 边跨：

qk=×=kNm

Rqk=××=

Pqk=×2= kN

中跨：

qk=×=kNm

Rqk=××=

Pqk=×2= kN

2. 楼面

1）楼面恒荷载（标准值） （1）框架梁自重 边跨（中跨）梁：gk=m

= （2）次梁自重：Pgk（3）楼面板荷载： ①边跨

楼面板为8.4m×2.2m，属于单向板，次梁传来的集中荷载为次梁支座反力。

=×=kNm gk=××= Rgk

=×2= Pgk②中跨

楼面板为8.4m×2.1m及8.4m×2.4m，次梁传来的支座反力为框架梁的集中荷载。

=×=kNm 楼面恒荷载标准值：gk墙体自重(按次梁承受计算)：

=× kNm 6层：gk=× kNm 标准层：gk次梁支座反力：

=+××= 顶层：Rgk

=+××= kN 标准层：Rgk横向框架梁所受的集中力：

=×2= 顶层：Pgk=×2= 标准层：Pgk（4）横向框架梁上的墙重，按柱承受考虑，因此不予考虑。 （5）横向框架梁所受的恒荷载 均布荷载：gk= kN/m

由于横向框架梁所受的均布荷载较小，简化计算，折算为集中荷载：

Pgk=××=

横向框架梁所受的集中荷载： 顶层：

Pgk=++= 边跨：PkPgkPgkPgk=++= 中跨：PkPgkPgk标准层：

Pgk=++= 边跨：PkPgkPgkPgk=++= 中跨：PkPgkPgk2）楼面活荷（标准值）：qk=m （1）边跨

楼面活荷载标准值为：

qk=×=kNm

Rqk=××=

Pqk=×2= kN

（2）中跨

楼面活荷载标准值为：

qk=×=kNm

Rqk=××=

Pqk=×2= kN

3、框架计算简图:

gk=105.63kNqk=9.24kNgkqk=107.85kNqk=9.46kNgkgkqkgk=105.63kNqk=9.24kNgkqk8162432 gk=77.18kNqk=46.20kNgkqk=95.42kNqk=47.25kN gkgkqk gk=77.18kNqk=46.20kNgkqk7=77.18kN=46.20kNqk15=94.16kN=47.25kNqk gk23=77.18kN=46.20kNqk31 gkgkqkgkqkgk gkqk6=77.18kNqk=46.20kN14=94.16kNqk=47.25kN gk22=77.18kNqk=46.20kN30 gkgkqkgkqkgk gkqk5=77.18kN=46.20kNqk13=94.16kN=47.25kNqk gk21=77.18kN=46.20kNqk29qkqkqk4=77.18kNqk=46.20kN12=94.16kNqk=47.25kN gk20=77.18kNqk=46.20kN28 gkgkqkgkqkgk gkqk3=77.18kN=46.20kNqk11=94.16kN=47.25kNqk gk19=77.18kN=46.20kNqk27 gkgkqkgkqkgk gkqk210182619172566006600198006600ABCD60004200420031500 gkgkgkgk gk4200420042004500图 竖向荷载作用下横向框架计算简图

二、竖向荷载作用下横向框架内力分析

1、固端弯矩计算

2 图 横向框架梁计算简图

如上图所示集中荷载作用下梁的固端弯矩为：MPala。具体计算见下表。 l恒载作用下框架梁的固端弯矩 表

边 跨 层 中 跨 l（m） 7 6 5 4 3 2 1 a（m） P（kN） M（kNm） l（m） a（m） P（kN） M（kNm） 活载作用下框架梁的固端弯矩 表

边 跨 层 中 跨 l（m） 7 6 5 4 3 2 1 a（m） P（kN） M（kNm） l（m） a（m） P（kN） M（kNm） 2. 内力分配系数计算： 1）转动刚度S及相对转动刚度S计算

由于所选的计算单元，框架结构对称、荷载也对称，其内力对称，故仅计算半榀框架，具体计算如下表。

横向框架梁、柱的转动刚度及相对转动刚度 表

构件名称 转动刚度S（kNm） 相对转动刚度S 边跨 框架梁 中跨 44 4Kb42.3414109.3656 10 44 2Kb22.3414104.682810 边柱 顶层 中柱 边柱 框架柱 2—6层 中柱 边柱 底层 中柱 4Kc45.687510422.75 104 4Kc45.687510422.75 104 4Kc46.093810424.3752 104 4Kc46.093810424.3752 104 4Kc44.265610417.0624 104 4Kc44.265610417.0624 104 2）分配系数计算： SikSik

各杆件的弯矩分配系数见下表。

横向框架梁、柱的弯矩分配系数 表

节点 位置 编号 8 7 6 Sl Sr  S上 S下S l — — — — — — — r 上 — 下 — — — — — — — — — 边节点5 4 3 2 16 15 中间节点14 13 12 11 10

3）恒载作用下的弯矩二次分配

上柱 下柱 左梁 右梁 上柱 下柱 左梁

4）活载作用下的弯矩二次分配

上柱 下柱 左梁 右梁 上柱 下柱 左梁 5）框架梁跨中弯矩计算

由以上计算结果可知边跨跨中最大弯矩出现在距梁左端1/3处，此处弯矩为：

MBAMABMbM0MAB3 上式中M0Pa。

中跨跨中最大弯矩为：MbM0MBC。具体计算结果如下表： （1）恒载作用下框架梁跨中弯矩

恒载作用下框架梁跨中弯矩 表

边跨（AB跨） 层 中跨（BC跨） MAB (kN﹒m) MBA (kN﹒m) M0 (kN﹒m) M中 (kN﹒m) MBC (kN﹒m) MCB (kN﹒m) M0 (kN﹒m) M中 (kN﹒m) 7 6 5 4 3 2 1 注： CD跨框架梁跨中弯矩与AB跨相同。

（2）活载作用下框架梁跨中弯矩

活载作用下框架梁跨中弯矩 表

边跨（AB跨） 层 中跨（BC跨） MAB (kN﹒m) MBA (kN﹒m) M0 (kN﹒m) M中 (kN﹒m) MBC (kN﹒m) MCB (kN﹒m) M0 (kN﹒m) M中 (kN﹒m) 7 6 5 4 3 2 1 注： CD跨框架梁跨中弯矩与AB跨相同。

6）框架梁的剪力计算

由于框架梁简化为仅承担集中荷载，因此由力的平衡条件可知，框架梁的剪力大小等于其跨中集中荷载的数值。具体结果见内力图 7）框架柱的剪力计算

由于框架柱间无横向荷载，故柱子的剪力为：

VcMc上Mc下h

计算结果如下表所示。

恒载作用下框架柱的剪力计算 表

边柱（A柱） 层 7 6 5 4 3 2 1 中柱（B柱） h(m) 6 Mc上 (kN﹒m) Mc下(kN﹒m) Vc(kN) Mc上(kN﹒m) Mc下(kN﹒m) Vc(kN) 注： D柱与A柱剪力相同；B柱与C柱剪力相同。

活载作用下框架柱的剪力计算 表

边柱（A柱） 层 7 6 5 4 3 2 1 中柱（B柱） h(m) Mc上(kN﹒m) 6 Mc下(kN﹒m) Vc(kN) Mc上(kN﹒m) Mc下(kN﹒m) Vc(kN) 注： D柱与A柱剪力相同；B柱与C柱剪力相同。 8）框架柱轴力计算

竖向荷载作用下，每一层的框架柱的上端截面轴力等于上层柱传来的轴力加上本层纵、横向框架梁传来的荷载（即梁端剪力），柱的下端截面轴力等于上端截面轴力加上本层柱的自重。具体计算如下。

（1）恒载作用下

①纵向跨架梁传来的框架柱轴力计算 边柱

顶层柱

女儿墙：××= kN 屋面荷载：××= kN 纵向框架梁重： 总计：NgL=++= 六层柱

楼面荷载：××= 纵向框架梁重：

外墙及窗重：×总计：NgL=++= kN 2-5层柱

楼面荷载：××= 纵向框架梁：

外墙及窗重：（×）××+××2×

=

总计：NgL=2×++=

中柱

顶层柱

屋面荷载：××= 纵向框架梁重： kN 总计：NgL=+= 2-6层柱

楼面荷载：××= 纵向框架梁重：

总计：NgL=+=

②柱子自重及横向墙体重

顶层柱重：×=； 标准层柱重：×= 横向墙体重： 顶层：

边柱：中柱：标准层： 边柱：中柱：总计： 顶层：

边柱：Ngz=+= 中柱：Ngz=+= 标准：

边柱：Ngz=+= 中柱：Ngz=+=

2）活载作用下

纵向跨架梁传来的荷载计算如下： 边柱

顶层柱

边柱：NqL=××= 中柱：NqL=××= 标准层

边柱：NqL=××= 中柱：NqL=××=

横向框架柱轴力计算如下表

恒载作用下横向框架柱轴力计算 表

（

控制截层 面 1-1 7 2-2 1-1 6 2-2 1-1 5 2-2 1-1 4 2-2 1-1 3 2-2 1-1 2 2-2 1-1 1 2-2 边柱（A柱） 中柱（B柱） VAB(kN) NgL(kN) Ngz(kN) Ngk(kN) VBA(kN) VBC(kN) NgL(kN) Ngz(kN) Ngk(kN) 注：D柱与A柱轴力相同；B柱与C柱轴力相同。

活载作用下横向框架柱轴力计算 表

边柱（A柱） 层 控制截面 中柱（B柱） VAB(kN) NqL(kN) Nqi,k(kN) VBA(kN) VBC(kN) NqL(kN) Nqi,k(kN) 1-1 7 2-2 1-1 6 2-2 1-1 5 2-2 1-1 4 2-2 3 1-1 2-2 1-1 2 2-2 1-1 1 2-2 注：D柱与A柱轴力相同；B柱与C柱轴力相同。

9）竖向荷载作用下的内力图 （1）恒载作用下框架内力图

115.26115.2698.75170.42157.9712.4668.51107.852.36105.63315.90105.63180.6240.9677.18334.03581.23195.28333.3577.18105.3836.3169.0758.96121.71134.7711.231.8265.6095.424.4577.18598.05843.9994.162.4777.18860.811106.7594.162.9377.181123.571369.5194.162.8277.181386.331632.2794.163.1077.181649.091895.0394.1699.5653.1546.4262.68122.18134.3719.70346.96483.3977.184.757.4463.36134.0424.81497.01633.4477.18100.7449.6651.0761.91122.156.265.6363.68100.4950.4050.1062.07122.14134.1223.75647.05783.4877.185.926.0663.61134.1123.69797.10933.5377.18101.0051.8849.1261.74122.146.035.9463.6295.2031.1364.0865.11123.62133.9127.61947.141083.5777.183.297.0063.820.827.8115.711.651911.851097.19

图 恒载作用下横向框架内力图

（2）活载作用下框架内力图

13.4813.486.2615.2413.671.576.179.459.249.2427.7246.200.8259.5133.7825.7337.8572.3667.962.112.2931.2647.258.7113.8646.20166.3246.201.0261.1629.7031.4636.9671.7167.862.011.8431.3747.2515.5383.1646.20304.9246.200.9060.8130.5930.2237.1671.8267.891.942.0014.27152.4631.3347.2546.20443.5246.20221.760.9460.8830.4030.4837.1271.8167.881.971.9531.3447.2514.5446.20582.1246.200.9161.1431.4229.7236.9371.8467.871.872.1131.3614.31291.0647.2546.20720.7246.201.1557.7518.9438.8139.0972.1668.032.741.3931.1947.2516.72360.3646.200.35859.324.72429.669.410.69

图 活载作用下横向框架内力图

第七部分 横向框架的内力组合

一、荷载组合

由“荷载规范”、“抗震规范”、“钢结构设计规范”以及“高钢规程”可知，7度设防、建筑高度H60m的框架结构应进行以下荷载组合。结构的重要性系数01.0（丙类建筑） 1. 无震组合

①S1.35SGk0.71.4SQk ②S1.2SGk1.4SQk ③S1.0SGk1.4SQk

④S1.2SGk1.4SQk0.61.4Swk ⑤S1.0SGk1.4SQk0.61.4Swk ⑥S1.2SGk0.71.4SQk1.4Swk ⑦S1.0SGk0.71.4SQk1.4Swk 2. 有震组合

⑧S1.2SGk0.5SQk1.3SEhk ⑨S1.0SGk0.5SQk1.3SEhk 以上公式中：

SGk—恒载作用效应标准值； SQk—活载作用效应标准值；

Swk—风荷载作用效应标准值；

SEhk—地震作用效应标准值；

S—作用效应设计值；

二、内力组合

1.横向框架梁的内力组合

以下组合中梁的跨中弯矩和剪力是指距梁的左端最近的集中荷载作用点处截面的弯矩和剪力。梁端内力偏于安全取轴心处内力进行组合。

弯矩符号规定：对框架梁端面来说顺时针弯矩为正，反之为负；

剪力符号规定：使框架梁产生顺时针方向转动趋势的剪力为正，反之为负。

七层框架梁的内力组合 表

七层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

六层框架梁的内力组合 表

六层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

五层框架梁的内力组合 表

五层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

四层框架梁的内力组合 表

四层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

三层框架梁的内力组合 表

三层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

二层框架梁的内力组合 表

二层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

一层框架梁的内力组合 表

一层 边跨 中跨 右端 左端 跨中 右端 S Sk M 左端 跨中 V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) M (kNm) V (kN) (kNm) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

2.框架柱的内力组合

简化计算柱端内力取梁轴线处内力进行组合。

弯矩符号规定：对框架梁端面来说顺时针弯矩为正，反之为负；

剪力符号规定：使框架梁产生顺时针方向转动趋势的剪力为正，反之为负； 轴力符号规定：拉力为正，压力为负。

七层框架柱的内力组合 表

七层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨ 六层框架柱的内力组合 表

六层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

五层框架柱的内力组合 表

五层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 荷载效应 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk SGk0.5SQk Swk SEhk ① ② ③ ④ 内力组合 ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

四层框架柱的内力组合 表

四层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

三层框架柱的内力组合 表

三层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

二层框架柱的内力组合 表

二层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

一层框架柱的内力组合 表

一层 边柱 中柱 下端 上端 下端 S Sk M (kNm) 上端 N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) M (kNm) N (kN) V (kN) SGk SQk 荷载效应 SGk0.5SQk Swk SEhk ① 内力组合 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ⑨

第八部分 框架结构构件的设计

一、组合板设计

组合楼盖选用国产YX-70-200-600开口型压型钢板，其截面特征为：板厚t1mm，全截面惯性矩I137cm4/m，截面模量W33.3cm3/m；有效截面惯性矩Is100.64cm4/m，截面有效模量Ws27.37cm3/m，一个波矩宽度内截面面积As321.42mm2，形心到其板底的距离

ht41mm，自重kNm2，强度设计值f205Nmm2。其上浇C20混凝土80厚：11.0，fc9.6Nmm2，ft1.1Nmm2，Ec2.55104Nmm2。钢筋采用

HPB235，

fy210Nmm2。组合板总厚度150。施工荷载kNm2，框架AB（CD）跨的板跨为2.2m的三跨连续板，BC跨的板跨为++的三跨连续板，板端支承长度120mm。 1.荷载及内力计算 1）施工阶段

恒载：混凝土板重及压型钢板自重。

g1k2.50.15=kNm2

g11.22.643.18kNm2 活载：施工荷载

q1k1.5kNm2

q11.41.52.1kNm2

施工阶段的内力按弹性计算，不考虑或荷载的不利布置，以1m宽板带为计算单元：

跨中正弯矩：

M10.08g1q1l020.083.182.12.222.04kNm

支座负弯矩：

0.1g1q1l020.13.182.12.222.55kNm M1支座剪力：

V0.6g1q1l00.63.182.12.26.96kN

2）使用阶段

恒载：混凝土板重、压型钢板自重、屋（楼）面做法和吊顶。

屋面：

g2k5.26kNm2

g21.25.266.31kNm2 楼面：

g2k3.72kNm2

g21.23.724.46kNm2 活载：

屋面：

q2k0.5kNm2

q21.40.50.7kNm2 楼面：

q2k2.5kNm2

q21.42.53.5kNm2

显然屋面的总荷载小于楼面总荷载，以下按楼面计算。

使用阶段的内力按塑性计算。压型钢板顶面混凝土厚度80mm<100mm，以1m宽板带为计算单元：

跨中弯矩按简支梁计算：

M21g2q2ln214.463.52.220.122kNm 88支座负弯矩按固结计算：

M21g2q2ln2=1×+×2.220.122=kNm 1212支座剪力：

V0.6g1q1ln=×+××=

换算为一个波矩宽度b200mm时的内力： 跨中弯矩：

M=×200/1000=kNm

支座负弯矩：

M=×200/1000=kNm

支座剪力：

V=×200/1000=

2.压型钢板验算（施工阶段）

Ws1Ws2Is100.6424.55cm3 ht4.1Is100.6434.70cm3 hht74.1抗弯验算：

MuWs1f=×205×103=kNm>kNm，满足。

挠度验算：

41pkl01(2.651.5)2.241012=3.34mm w54140EsIs1402.0610100.6410<[w]3. 组合板验算（使用阶段） 组合板有效高度：

l0220012.22mm，满足。 180180h070ht80=+80=109mm

正截面抗弯计算：

0.8Asf321.422050.8103= 0.81fcbhc1.09.60.820080103=

0.8Asf<0.81fcbhc，因此组合板的塑性中和轴在混凝土板中：

x0.8Asf0.8321.42205=34.32mm<0.55h00.5510959.95mm

0.81fcb0.81.09.6200xMu0.81fcbxh0=×××200××××106

2= kNm>kNm，满足。

4. 斜截面抗剪验算

Vu0.7ftbh00.71.1200109×103=>，满足。

5. 支座负弯矩配筋计算

h080as=80-25=55mm

0.51106Ms0.088 =221fcbh01.09.6200551120.0880.954

22M0.57106As51.73mm2

fyh00.95421055112sft1.1minmax0.45,0.2%max0.45,0.2%0.2%

fy210Asmin0.2%2008032mm2实配8@120：

As50.3100020083.83mm2

12010006. 挠度计算

由变形相等原则，将混凝土材料等效为钢材：

Es2.06105E8.08 4Ec2.5510荷载标准组合下换算全钢截面后的截面特征： 组合板截面中和轴到板顶的距离：

x1AsAs22bAsh0 bEE12002 321.42321.422321.421092008.088.08=41.78mm

组合截面惯性矩：

I01b3120022xIsAsh0x41.783100.64104321.4210941.78 3E38.08=×105mm4

荷载准永久组合下换算全钢截面后的截面特征： 组合板截面中和轴到板顶的距离：

x1AsAs22bAsh0b2E2E 12002 321.42321.422321.4210920028.0828.08=53.63mm 组合截面惯性矩：

I0q1b3120022xIsAsh0x53.633100.64104321.4210953.63 32E328.08=×105mm4

荷载标准组合下的挠度计算：

ws11qsl140EsI0140＜[w]43.722.520042.20.2410121000=0.21mm 552.061030.60510l22002405.44，满足。 360360荷载准永久组合下的挠度计算：

1qsl41wq140EsI0q1403.720.42.520042.20.2410121000=0.18mm

2.0610526.282105＜[w]7. 自振频率计算

l22002405.44，满足。 360360仅考虑恒载作用下组合板的挠度：

w自振频率

1qsl1140EsI0q14043.7220042.20.2410121000=0.145mm 552.061026.2821010.178w10.1780.014546.65Hz＞15Hz，满足。

另外，在压型钢板的顶面必须焊接横向短钢筋以保证压型钢板与混凝土层共同工作。圆头焊钉应穿过压型钢板焊于钢梁上，只作为压型钢板与混凝土层的抗剪储备，满足构造，本设计选用M16的焊钉。

中跨组合板的计算此处从略。

二、横向框架梁设计

1. 截面参数

横向框架梁及纵向次梁的截面参数见表2-1。 2. 截面控制内力

由表7-1～表7-7可得框架梁的截面控制内力。由于各层的横向框架梁截面相同取以下两组最不利内力进行截面验算：

无震：MkNm，V= kN（风载起控制作用的组合，中跨梁左端） 有震：MkNm，V= kN（地震作用参与组合，中跨梁左端） 1）抗弯强度 无震时，x1.05

Mx384.28106500203.28N/mm2 =

xWnx1.050.9500098325 2f215N/mm2，满足。

上式中的系数是考虑螺栓连接时的截面削弱，余同。 有震时，x1.0，RE0.75

Mx312.32106500173.48N/mm2

xWnx1.00.9500098325 2f215287N/mm2，满足。 RE0.752）抗剪强度 无震：

VS206.8410326014243236811857.25Nmm2 Itw5000983258＜fv125Nmm2

有震：RE0.75

VS174.9110326014243236811848.41Nmm2 Itw5000983258f125166.67Nmm2 ＜vRE0.753）整体稳定

①施工阶段架设临时支撑；

②使用阶段：l1b124002609.23＜13，满足。 4）局部稳定 翼缘：

b1262359＜1111，满足。 t14fy腹板：

梁的轴力等于柱端剪力：Nb77.33kN

hw472Nb59＜85120tw8Af23577.33103f851201105621581.1，满足。 y三、框架柱设计

1. 计算长度系数计算

由于横向框架属于有侧移的框架，故计算长度系数按下式计算： 有侧移框架一般层：

底层柱（固结K210）：

7.5K1K24K1K21.6

7.5K1K2K1K2上式中：K1

ci+17.9K14.16

7.6K11ib1ib2ii，K2b3b4，边柱取ib1ib30，顶层柱取ici10。

ici1iciici1icici+1b2b1b2cicib4b3b4ci-1ci-1图 柱的计算长度模型

边柱的计算长度系数 表

层 7 6 ib1 (kNm) — — ib2 (kNm) 23414 23414 ib3 (kNm) — — ib4 (kNm) 23414 23414 ici1 (kNm) 56875 ici (kNm) 56875 60938 ici1 (kNm) 60938 60938 K1 K2  5 4 3 2 1 — — — — — 23414 23414 23414 23414 23414 — — — — — 23414 23414 23414 23414 23414 60938 60938 60938 60938 60938 60938 60938 60938 60938 42656 60938 60938 60938 42656 — 中柱的计算长度系数 表

层 7 6 5 4 3 2 1 ib1 23414 23414 23414 23414 23414 23414 23414 ib2 23414 23414 23414 23414 23414 23414 23414 ib3 23414 23414 23414 23414 23414 23414 23414 ib4 23414 23414 23414 23414 23414 23414 23414 ici1 — 56875 60938 60938 60938 60938 60938 ici 56875 60938 60938 60938 60938 60938 42656 ici1 (kNm) (kNm) (kNm) (kNm) (kNm) (kNm) (kNm) K1 K2  60938 60938 60938 60938 42656 — 2. 强柱弱梁验算 强柱弱梁应满足：

NWfpcycAc取轴力最大的底层中柱节点为计算对象： 交汇于节点的柱塑性截面抵抗矩之和：

Wpbfyb WWpc=2×2×(450×22×239+228×14×114)= mm3

交汇于节点的梁塑性截面抵抗矩之和：

pb=2×2×(260×14×243+236×8×118)= 4429216mm3

NWfpcycA=××1000/26184)= kNm

c由于本结构设防烈度为7度，故1.0

Wpbfyb=×4429216×235=kNm

N＜WpcfycA＝kNm，满足。

c由以上计算可知，梁柱节点均满足强柱弱梁要求。 3. 强度计算 以底层中柱为例： 最不利内力：

无震：MkNm，NkN，VkN

NM3117.84103312.85106119.0759.95179.02N/mm2 AnxWnx26184 1.054969665 ＜f205N/mm2，满足。

有震：MkNm，NkN，VkN

2794.23103203..09106NM106.7240.87147.59N/mm2 AnxWnx26184 1.04969665 f205273N/mm2，满足。 ＜

RE0.754. 整体稳定验算 以底层中柱为例：

无震组合：MkNm，NkN，VkN 有震组合：MkNm，NkN，VkN （1）平面内稳定

loxl=×6=7.92m

xlox792235235=36.36＜=120120120，满足。 ix21.78fy235b类截面，查表 x=

N'EX2EA220600026184= 221.1X1.136.36M2165.870.650.350.84 M1298.10mx=0.650.351）无震组合

NxAmxMxxWx(10.8N)'NEX3117.841030.913261840.84298.10106

3117.841.05496966510.836569.78=N/mm2＜f205N/mm2，满足。

2）有震组合

mx=0.650.35NxAM2113.990.650.350.85 M1203.090.85203.09106

N2794.23xWx(10.8')1.05496966510.8NEX36569.78f205273N/mm2，满足。 =N/mm2＜

RE0.75mxMx2794.231030.91326184（2）平面外的稳定

yloyiy=

600023523553.11＜=120120120，满足。

112.98fy235b类截面，查表 y=

53.112b1.071.0711.0

4400023544000tm=,1.0

2yfy1）无震组合

tmMX3117.84103N0.84298.10106 1.0yAbWx0.842261841.04969665 = N/mm2＜f205N/mm2，满足。 2）有震组合

tmMX2794.23103N0.84203.09106 1.0yAbWx0.842261841.04969665f205273N/mm2，满足。 =N/mm2＜

RE0.75其余柱计算略，亦满足要求。 5. 局部稳定计算 翼缘：

b450142352359.91＜131313，满足。 t222fy235腹板：

MkNm，NkN

NM3117.84103298.10106max25022119.0754.71173.78N/mm2

AWx261841242416352 NM3117.84103298.10106min25022119.0754.7164.36N/mm2

AWx261841242416352 min173.7864.360max0.631.6时

max173.781600.5x25235235160.630.536.362553.26 fy235235，二者取小值，故: fy另，抗震规范要求设防烈度为7度时腹板高厚比限值为52

h045623523532.57＜525252，满足。 tw14fy235四、支撑设计

角钢支撑2∟125×8，节点板厚10mm，ix=3.88cm，iy=5.55cm，An39.5cm2 底层支撑内力：Nd=×= (1)强度验算

Nd372.9110322

N/mm＜=215 N/mm，满足要求。 f94.412An39.510(2)刚度验算

l0x0.510.32102133

ix3.88(3)节点设计

l0yiy10.32102186＜=200，满足。

5.557图 支撑及其节点

节点连接采用角焊缝连接，节点板厚12mm，取hf=7mm，满足构造。

lw11N20.7hf1ffw0.65372.91103154.6mm

20.771600.35372.9110383.2mm

20.77160lw22N20.7hf2ffw构造要求b/lw1，取：

lw1lw2200mm＜60hf360mm， lw1lw2200mm＞8hf48mm和40mm

抗震验算： 焊缝的极限强度：

Anfy=××102×235×103=

Vu40.580.7hflwfu40.580.77200375=

＜Anfy=，不满足。

加设端焊缝：

Vu20.580.7hflw3fu20.580.77125375103 kN

VuVuVu+= kN＞Anfy=，满足。

节点板与梁柱翼缘采用hf8mm的角焊缝满焊。

五、墙梁设计

墙梁按两端简支双向受弯杆件设计。以外墙墙梁为例:

墙梁跨度8.4m，按最最不利（顶层）墙梁计算选取截面。 1. 荷载及内力计算

水平荷载（风荷载取最大值）

WkZZSW0=×××=kNm qwkWkh0.882.11.85kNm qw1.4qwk1.41.852.59kNm

2竖向荷载应包括外墙重和窗户重，由于窗户的重量kNm小于外墙2×=kNm（100厚聚氨酯夹芯板墙板自重取kNm），故偏于安全统一按外墙计算：

g1k×=kNm

g11.35g1k1.351.051.42kNm

11MyMqqwl22.598.4222.84kNm

8811Mg1g1l21.428.4212.53kNm Mx882.截面初估：

222由抗弯强度条件选择型钢

WnxMyMxxf312.53622.841061.052153662.55103mm3

选HW250×250×9×14，截面参数为： A9218mm，Wx=867×10

mm3，Wy=292×10mm3，Ix=10800×104mm4，

Iy=3650×104mm4，iy62.9mm。

1自重m，Mg2=×××8.42=kNm

8MgMg1Mg2+=kNm

3.截面验算 1）抗弯强度

MyMx20.9810622.841062

N/mm88.23xWnxyWny1.058671031.2292103＜f=215 N/mm2，满足要求。

2）整体稳定验算

l1t18400141.882＜ b1h250250b0.690.130.690.131.8820.935

l8400y1133.55

iy62.9b0

2yt14320Ah235bb21 bfyyWx4.4h22354320218250133.5514=＞ 0.935102867000133.552354.42501.07b0.282b1.070.2820.832 1.187MyMx20.9810622.841062

N/mm94.27WxyWy0.8328671031.2292103b＜f=215 N/mm2，满足要求。

3）局部稳定

所选H型钢局部稳定满足要求。 4）刚度 竖向挠度：

5qkl3v10.005 v50.711.05840030.00061l384EIx38420610310800104l200 水平挠度：

5qkl3v10.005 v51.85840030.0019l384EIx3842061033650104l200

第九部分 节点设计

一、梁柱节点域验算

此结构7度设防，在节点处框架柱设置与框架梁翼缘相对应的加劲肋，其厚度与框架梁翼缘相同，加劲肋与柱翼缘采用破口全熔透焊缝，与柱腹板采用角焊缝连接。

1. 节点域稳定验算

7度设防，框架柱腹板应满足：

hwbhwc90hwbhwc 9047245610.31mm＜14mm，满足。

90twc2. 节点域抗剪验算 （1）抗剪强度验算 无震组合：

Mb1Mb2Vb4fv 3有震组合：

Mb1Mb2Vb4fv 3REVphwbhwctwc=472456143013248mm3

以一层边柱节点为例：

无震组合：Mb10，Mb2370.22kNm

Mb1Mb20370.22106Vb301324844＜fv125166.67N/mm2，满足。 33122.86N/mm2

有震组合：Mb10，Mb2289.85kNm

3013248f44125196.08N/mm2，满足。 ＜v30.8530.85（2）抗剪屈服承载力

Mb1Mb20289.85106Vb96.19N/mm2

Mpb1Mpb2Vb中柱节点：

Vphwbhwctwc=472456143013248mm3

4fv 3Wpb1Wpb2=2×(260×14×243+236×8×118)= 2214608mm3

Mpb1Mpb2= 2214608×235=0Nmm

0.6

Mpb1Mpb2Vb0.62520432880207.26N/mm2

3013248＞

加大节点域腹板厚度：

twc44fv125166.67N/mm2，不满足。 33Mpb1Mpb2hwbhwc43fv0.6252043288017.3mm，取18mm

472456166.67加厚板件应伸出至柱横向加劲肋外各150mm，与柱腹板采用对接焊缝连接。

二、框架节点设计

1. 梁的拼接节点

梁拼接采用M22高强度螺栓，摩擦面喷砂处理0.45，螺栓的强度等级级，P190kN，梁翼缘采用坡口全熔透焊缝。螺栓孔d024mm，接头一侧布置3列共12个，拼接板厚度6mm，如图所示。梁的拼接位置距柱翼缘800mm。

图 梁的拼接

一层中跨梁端设计内力：

无震组合：M384.28kNm，V206.84kN 有震组合：M278.73kNm，V151.36kN （1）弹性设计 翼缘惯性矩：

If=2×260×14×2432=0mm4

腹板惯性矩：

Iw=

1×8×4723-2×8×24×(5021502) =mm4 12翼缘承担的弯矩：

MfIfIfIwM429876720384.28kNm

42987672060502699腹板承担的弯矩：

xMwMMf384.28336.8747.41kNm

2i2

2

2

2

yi2=4×(50+150+2×80)+2×(50+150)= 201200mm2

2

NVyNxMV206.8417.24kN n12My147.4110315035.35kN 22201200xiyiNMyMx147.411038018.85kN 22201200xiyiNNNM2xMyNVy235.35218.8517.2450.52kN

2＜Nvb0.90.9nfP0.90.920.45190138.51kN，满足。

梁翼缘焊缝抗弯：

336.87106f195.91N/mm2＜ftw215N/mm2，满足。

Wf429876720250有震组合计算略，亦满足。 （2）极限承载力验算 1）翼缘的抗弯极限承载力：

Mu1.2Mp

MpWpfy=2×(260×14×243+236×8×118)×235=kNm

MuAfhtfu=260×14×(500-14)×375=kNm

Mf＞1.2Mp624.52 kNm，满足。

2）腹板的极限抗剪承载力：

取螺栓拼接的极限抗剪承载力、腹板净截面极限抗剪承载力、拼接板净截面极限抗剪承载力的较小值。

螺栓拼接的极限抗剪承载力

bNvu0.58nfAebfub=×2×303×1040=kN bb=22×8××375=99kN NcudtfcuVu112991188kN

腹板净截面极限抗剪承载力

Vu2Anwfu472424837533拼接板净截面极限抗剪承载力

651.25kN

Vu3Anwfu33VuminVu1,Vu2,Vu3651.25kN

40042426375789.82kN

2Mp＞1.3ln且

2520.431.3221.82kN 6.60.5Vu651.25kN＞0.58hwtwfy=×472×8×235=kN

满足要求。

螺栓的极限受剪承载力尚应满足构件屈服时的剪力：

MwIw605026991.2Mp624.52kN

IfIw42987672060502699Vu514.67kN

V514.67NV42.89kN yn12My177.0510315057.44kN 22201200xiyiNxMNNMyMx177.051038030.64kN 22201200xyiiMyNNM2xNVy257.44230.6442.89kN

2＜Nub＝99kN，满足。

梁的拼接满足要求 2. 梁柱节点

梁柱节点采用全焊接点：翼缘采用全熔透坡口对接焊缝（设引弧板），腹板与柱翼缘采用角焊缝连接，采用E43型焊条，手工焊。以一层中跨梁端节点为例计算如下：

图 梁柱节点

无震组合：M384.28kNm，V206.84kN 有震组合：M278.73kNm，V151.36kN （1）弹性设计 翼缘惯性矩：

If=2×260×14×2432=0mm4

腹板惯性矩：

Iw=

13×8×47270=mm4 12翼缘承担的弯矩：

Mf腹板承担的弯矩：

IfIfIwM429876720384.28kNm

42987672043309872MwMMf384.28349.0735.21kNm

梁翼缘焊缝抗弯承载力验算：

349.07106f203N/mm2＜ftw215N/mm2，满足。

Wf429876720250腹板与柱翼缘的角焊缝承载力验算

Mfhf,min1.5tmax1.5227.04mm

hf,max1.2tmin1.289.6mm

取hf8mm，满足构造要求。

lw4727028386mm

V206.84103f47.84N/mm2

2helw20.78386Mw35.211063862= = N/mmfWwf20.783863122f1.22

ff2126.202f47.842=N/mm2＜ffw160N/mm2，满足。 1.222按腹板净截面面积抗剪承载力的50%，验算角焊缝：

f0.5hwntwfv0.5402812546.49N/mm2＜ffw160N/mm2，满足。

2helw20.78386有震组合计算略，亦满足。 （2）极限承载力验算 1）翼缘的抗弯极限承载力：

Mu1.2Mp

MpWpfy=2×(260×14×243+236×8×118)×235=kNm

MuAfhtfu=260×14×(500-14)×375=kNm

＞1.2Mp624.52 kNm，满足。

2）腹板的极限抗剪承载力：

取角焊缝的极限抗剪承载力、腹板净截面极限抗剪承载力的较小值。 角焊缝的极限抗剪承载力

Vu1=×2××8×386×375×103=kN

腹板净截面极限抗剪承载力

Vu2Anwfu47270837533VuminVu1,Vu2696.28kN

696.28kN

2Mp＞1.3ln且

2520.431.3221.82kN 6.60.5Vu=kN＞0.58hwtwfy=×472×8×235=kN

满足要求。 3. 主、次梁节点

主次梁节点为铰接连接。次梁腹板采用M20高强度螺栓与框架梁加劲肋相连，承压型连接，加劲肋厚度8mm，螺栓的强度等级级，P155kN。螺栓孔d021.5mm，螺栓如图所示。

由前面计算可知纵向次梁梁端剪力V=×+×=kN。 螺栓群所受偏心弯矩：MVe=×(130-50)×103=kNm

图 主、次梁铰接连接

（1）螺栓布置验算：

安装缝隙取 25mm＞15mm，切角25mm，满足； 端距（边距）取50mm＞2d0221.543mm，满足； 螺栓中矩取70mm＞3d0321.564.5mm，满足。 （2）螺栓的抗剪验算

Nnvbv

de23.1417.652f=1×310=kN 44bvNcbdtfcb=20×8×470=kN

单栓承载力：NminminNvb,Ncb75.2kN

V180.6536.13kN n5Mymax14.450.1441.29kN 222yi0.070.142NvVNvM22NvNvVNvM36.13241.29254.87kN＜Nmin75.2kN，满足。

（3）框架梁加劲肋验算

加劲肋宽度：

b1tw2608126mm，取bs125mm 22加劲肋厚度取ts10mm＞ 1）稳定验算：

bs1258.33mm，满足。 1515如图所示，将加劲肋及部分框架梁腹板（加劲肋每侧取15tw235fy=15×8=120 mm）

视为一十字形截面轴压柱，其平面外整体稳定计算如下：

图 支承加劲肋的尺寸

A25082588104500mm2

Iz1110258325083mm4 1212Iz14321926111023mm3 y129WzizIz1432192656.41mm A4500z按b类截面查的稳定系数0.995

l4728.37 iz56.412V2180.65103N/mm2＜f215N/mm2，满足。 A0.99545002）端面承压验算

ceV180.65103N/mm2＜fce325N/mm2，满足。 Ace12525103）加劲肋与梁腹板的连接焊缝验算：

加劲肋与梁腹板的连接焊缝，采用E43焊条手工焊，f1.22。 按构造要求取hf：

hfmin =1.5tmax=1.510=4.7mm

hfmax=tmin=×8=9.6mm

满足构造，取hf=6mm 焊缝计算长度：

lw=hw-2hf-2×25=472-2×6-50=410mm

Ww220.7hflw60.764102=2×=235340mm3

6V180.65103fN/mm2 =

20.7hflw20.76410M14.45106fN/mm2

Ww235340ff261.4252.452N/mm2＜ffw160N/mm2 f1.222（4）次梁外伸腹板验算 1）承载力验算

hwnd0225tw430521.5508=2180mm2 Anwth22513wwInwtwd0twd0yi2

12123843022515821.53821.527021402mm4

12123Wnw2Inw228120205mm3

225hw430-50V180.6510382.87N/mm2

Anw2180M14.4510697.63N/mm2

Wnw148001.0823297.632382.872173.59N/mm2

＜1.1f1.1215236.5N/mm2，满足。

2）拉剪撕裂验算

5043050380mm 20o，l2hwi112cosi21120.577

43050521.582180mm2 Ailitw180.65103N/mm2

iAi0.5772180V＜f215N/mm2，满足。

4.框架柱拼接节点

框架柱采用M22高强度螺栓拼接，摩擦面喷砂处理0.45，螺栓的强度等级级，

P190kN，梁翼缘采用坡口全熔透焊缝。螺栓孔d023.5mm，接头一侧布置4列共16个，拼接板厚度10mm，如图所示。柱的拼接位置距梁翼缘1.3m。

图 框架柱拼接

一层中柱下端设计内力：

无震组合：MkNm，NkN，VkN 有震组合：MkNm，NkN，VkN （1）弹性设计 翼缘几何参数：

Af24502219800mm2 If=2×450×22×2392=00mm4

腹板几何参数：

Anw456423.5145068mm2

Inw=

1×14×4563-2×14××(5021502) =mm4 12翼缘承担的内力：

MfIfIfIwNfMAnf1130995800298.10 kNm

113099580094171952N198003117.84 kN

198005068AnfAnw腹板承担的内力：

MwMMfkNmNwNNfkNVAnwfvkNkNxi2yi2 201200mm2

VNxNxMV304.0825.34kN n12My122.91103809.11kN 22201200xiyiNxNMNyNyNw635.452.95kN n12Mx122.9110315017.08kN 22201200xiyiNNVxNxMN2MNy225.349.11252.9517.08278.04kN

＜Nvb0.90.9nfP0.920.450.9190138.51kN，满足。

柱翼缘对接焊缝抗弯：

2482.44103275.19106fN/mm2

AfWf198001130995800250＜ftw205N/mm2，满足。

有震组合计算略，亦满足。 （2）框架柱极限承载力验算 1）框架柱抗弯极限承载力：

Mu1.2Mpc

2twhw1445626MpWpfytb1htf224505002223510= y44NfMf= kNm

MuAfhtfu=450×22×(500-22)×375×106=kNm NyAnfy=450×22×2+(456-4××14×235×103=kN

N3117.84＞ Ny20990.98MpcNM1.1510.1491283.09=kNm 1.151NpyMu=kNm＞1.2Mpc=×=kNm，满足。

2）极限抗剪承载力

取螺栓拼接的极限抗剪承载力、腹板净截面极限抗剪承载力、拼接板净截面极限抗剪承载力的较小值。

螺栓拼接的极限抗剪承载力

bNvu0.58nfAebfub=×2×303×1040=kN bb=22×14××375×103=kN NcudtfcuVu112173.252079kN

腹板净截面极限抗剪承载力

Vu2Anwfu456423.51437533拼接板净截面极限抗剪承载力

Vu3Anwfu31097.25kN

400423.52103753VuminVu1,Vu2,Vu3kN

1325.02kN

2Mpc＞1.3ln且

21255.701.3882.38kN 4.20.5Vu1097.25kN＞0.58hwtwfy=×456×14×235×103=kN

满足要求。

螺栓的极限受剪承载力尚应满足构件屈服时的剪力：

MwIw941719521.2Mpc1506.84kNm

IfIw113099580094171952Vu870.14kN

V870.14VNx72.51kN

n12My1115.8210380kN 22201200xiyiNxMNMyMx1115.82103150kN 22201200xiyiNNVxNxMN2M2y72.5146.05286.352kN

＜Nub＝kN，满足。

框架柱的拼接满足要求

5.柱脚设计

本工程采用埋入式柱脚，混凝土C25（fc11.9Nmm2，ft1.27Nmm2），箍筋采用HPB235钢筋（fy210Nmm2），纵筋采用HRB335钢筋（fy300Nmm2），圆柱头栓钉采用级（fy215Nmm2,fu1.67fu359Nmm2），直径d22mm。

中柱最不利内力（无震组合）

MkNm，NkN，VkN （1）柱翼缘栓钉数量确定 柱一侧翼缘栓钉承担的剪力：

2AfM29900298.10NfN3117.84kN 33Ah261840.5cNSV10.43AstEcfc0.4322242.8010411.9103kN

SNV20.7Astfu××359=kN SSSNVminNV1,NV2kN

柱一侧翼缘所需栓钉个数：

nNfSNV1183.36个 94.31满足规范框架柱埋入深度d应大于2h=1000mm，栓钉水平和竖向间距均不大于200mm的要求，取柱埋入深度d=1100mm，栓钉个数（每侧）n=21个，栓钉沿柱翼缘宽度方向布置三列，栓钉水平和竖向间距均为150mm。栓钉伸出长度取120大于4倍栓钉直径。

由栓钉的布置可得框架柱埋入深度d应不小于750mm，且满足。

规范规定，埋入式柱脚钢柱翼缘外混凝土厚度中柱不小于180mm，边柱不小于250mm，此处统一取300mm。

（2）柱脚的混凝土承载力验算

V12h0111 22h0/d1bfdd2298.1010311112110077.332298.10103/110077.331=Nmm2＜fc11.9Nmm2，满足。

77.33103 4501100（3）钢柱埋入段四周配筋计算 1）单侧纵筋

MM0Vd298.1077.331.1kNm

M383.16106As1359mm2

d0fsy5002300280300此处，混凝土保护层厚度取80mm，实配225520，As=2552mm2。纵筋间距120mm

小于200mm，满足要求。

由以上计算可知柱脚处混凝土外轮廓尺寸为：中框架中柱柱脚1100mm×1050mm； 2）最小配筋率验算：

3）箍筋

2552100%0.221%0.2%

11001050箍筋的配置按构造在柱脚上部设置12（HRB335）钢筋3道，间距50，其它部分设置HPB235箍筋：10@100。

纵筋锚固长度lafyftd=0.1430025=827mm且35d3525875mm，取锚固长度1.27la=900mm

柱脚底板采用—510×560×26的钢板与柱端采用角焊缝连接，并用直径24mm锚栓锚固。

第十部分 基础设计

一、中柱基础

底层中柱下端设计内力：

无震组合：MkNm，NkN，VkN 有震组合：MkNm，NkN，VkN

基础顶面至室外地坪的高度为1.5mm，室内外高差600mm，则底层基础梁以上砖墙高度为2.4m（出室内地坪300mm）。

1.基础梁传至基础顶面的荷载

基础梁重：25×××= kN 墙重：×××19= kN

Gk=+=

基础顶面的内力设计值：

MkNm N+×=kN VkN

2. 确定基础底边尺寸

基础持力层为砾砂，地基承载力fk300kPa，d=，基础埋深d3.1m，土的加权平均重度m22kPa，则地基承载力设计值：

ffkdm(d0.5)300+×22×kNm2A作用取：

N3276.49m2考虑弯矩

fmd551.68223.1A=～A= ～m2

取：l3m，b2.7m，Am2 3. 基底应力验算：

PmaxminNMd lbW546.30kNm21.2f1.2551.68662.02kNm23276.49298.10223.1232.72.736399.1kNm20PmaxPmin546.30399.1472.70fkNm2 基础高度确定 22取基础高度h1.6m，台阶布置如图，基础底面积全部落在45冲切锥体以内，因此基础的抗冲切满足。

5. 基底配筋 基地净反力计算：

Pnmaxnmin478.10kNm2298.10NM3276.49（1）沿长边方向： 2232.72.736lbW330.90kNm柱根处及变阶的地基土净反力

a0.952Pn1=11pnmaxpnminpnmin1478.10330.90330.90kNm

l3a0.52Pn2=12pnmaxpnminpnmin1478.10330.90330.90kNm

l3M11PnmaxPn1ll122bb14812478.10431.4931.122.71.0548= kNm

1PnmaxPn2ll222bb248

M212478.10453.573222.71.848=kNm

M1441.24106As11815.8mm2

0.9fyh010.9300900M2139.71106As21149.88mm2

0.9fyh020.9300450选HRB335钢筋18根12（As2034mm2），即12@150。 （2）沿短边方向：

M11PnmaxPnminbb122ll14812478.10330.902.71.05231.148= kNm M21PnmaxPnminbb222ll248

12478.10330.902.71.823248= kNm

M1325.79106As11340.7mm2

0.9fyh010.9300900M2109.22106As2898.9mm2

0.9fyh020.9300450选HRB335钢筋16根12（As1808mm2），即12@190。 6.基础梁设计 （1）内力计算

基础梁按拉弯构件设计，所受拉力近似取柱轴力的110，即：

N3117.84311.78 kN 10基础梁所受弯矩： 自重：25××= kNm 墙重：××19= kNm

g=×+= kNm

将基础梁视为三跨连续梁，梁端及跨中弯矩为：

M00.08gl2=××6.62=kNm

M0.1gl2=××6.62=kNm

V0.6gl0.624.046.6kN

（2）配筋计算

采用对称配筋，偏于安全按最大弯矩计算：

M104.72e0103356mm＜550-2×50=450mm，小偏拉构件

N311.78eh550e0a35650581mm s22Ne311.78103581AsAsmm2

fyh0a30050050s1520mm2 实配：422（HRB335），AsAs由于：0.7hftbh0=×××300×500×103=kN＞VkN，因此构造配箍，实配8@100。

11图 基础构造及配筋图

1-1

第十一部分 楼梯设计

一、梯梁设计

本工程楼梯采用梁式楼梯，使用活荷载kNm，标准层层高4.2m，底层4.5m，取底层楼梯计算。楼梯结构布置如图所示。

212354图 楼梯结构布置图

1. 恒载计算

梯段板传至梯梁的线荷载： 40厚混凝土面层重：

gk1大理石面层：

0.150.30.040.7525=kN0.3m

gk20.150.30.020.7528=kN0.3m

20mm厚水泥砂浆找平层

gk30.150.30.020.7520=kN0.3m

花纹钢板重量（4mm厚）：

gk40.3选梯梁截面为HN200×100××8，自重为：

gk50.150.30.0040.757.89.80.344kN21.79.8103=kNm

cos27m

2. 可变荷载

qk2.50.75=kNm

3. 内力计算

q×+++++×=kNm 11Mql2=6.394.852=kNm

88V4. 截面验算

iy2.21cm Wx188cm3，Ix1880cm4，HN200×100××8的截面参数：A27.57cm2，

16.394.85=kN 21）强度验算

Mx18.7910622NmmNmm=＜ f215xWx1.05188103VS15.50103100896925.54622NmmNmmf125=＜ v4Ixtw1880105.52）整体稳定及局部稳定

l1t485081.94＜2 b1h100200b0.690.130.690.131.940.942

双轴对称截面：b0

yl1485219.46 iy2.212t4320Ah235ybb21 b4.4hfyWxy223543202757200219.468= 0.94210234.4200235219.4618810Mx18.79106=Nmm2＜f215Nmm2，满足。 3bWx0.55318810所选取的H型钢截面的局部稳定满足要求。 3）刚度验算

vT5gk1gk2gk3gk4gk5qkl3 l384EIx51.1250.630.450.2390.3441.8754.8531091vT=＜3842.061051880104559l1300 vQvQ115qkl351.8754.853109＜ 541390l250l384EIx3842.0610188010二、踏步设计

踏步由厚度为4mm的花纹钢板弯成，如图所示，取一个踏步为计算单元，跨度l1.3m。截面参数为：A1800mm2，Ix3376800mm4，Wx127230mm3，y026mm。

=4，间距300图 踏步截面

1. 荷载及内力计算 1）恒载

40厚混凝土面层重：

gk10.150.30.0425=kNm

大理石面层：

gk20.150.30.0228=kNm

20mm厚水泥砂浆找平层

gk30.150.30.0220=kNm

花纹钢板重量（4mm厚）：

gk40.150.30.0047.89.8kNm

2）可变荷载

qk2.50.3=kNm

q1.35gk1gk2gk3gk41.4qk

=×++++×=kNm

11Mql22.4271.32=kNm

882.截面验算

M0.51310618.84Nmm2＜f215Nmm2，满足。 Wx27230踏步通过300×150×8的三角形肋板与梯梁上翼缘全焊连接。

三、平台板设计

钢筋混凝土平台板的计算跨度l900mm，板厚100mm，取1m宽板带作计算单元。 1. 荷载及内力计算 1）恒载 自重：

gk10.1125=kNm

大理石面层：

gk20.02128=kNm

20mm厚水泥砂浆找平层

gk30.02120=kNm

2）可变荷载

qk12.5=kNm

3）内力计算

q135gk1gk2gk31.4qk=×+++×=kNm

11Mql28.170.92=kNm

88V11ql8.170.9=kN 222.配筋计算

截面有效高度h0h201002080mm

sM1fcbh020.8271060.011 1.011.91000802As112s1120.0110.011 1fcbh01.011.91000800.011fy21049.87mm2

实配φ8@200，满足要求。考虑支座处的负弯矩，配置φ8@200的钢筋。

四、平台梁设计

平台梁计算简图如图所示。选平台梁截面为HN248×124×5×8，截面参数为：

Ix3560cm4，Wx287cm3

图 平台梁计算简图

1.荷载及内力计算

梯段梁传来的集中荷载设计值：PkN 平台板传来的线荷载设计值：kNm

平台梁自重：g1.3525.89.8103=kNm 则作用在平台梁上的线荷载设计值：q+=kNm

1lMql22P1.5P0.250.125P

82134.02132215.501.515.500.250.12515.50=kNm 8211ql2P4.0213215.5037.03kN 222.截面验算 V1）强度验算

Mx29.71106=Nmm2＜f215Nmm2 3xWx1.0528710VS37.03103124812011655822NmmNmmf125=＜ v4Ixtw35601052）稳定验算

由于平台梁上铺混凝土板，整体稳定满足。平台梁上翼缘设置双列16@150栓钉，栓钉长度取70mm＞4d64mm。所选H型钢截面的局部稳定满足要求。

3）刚度验算

qk++++××=kNm

qqk××=kNm

Pk+++++××=kN Pqk××=kN

Mk1lqkl22Pk1.5Pk0.250.125Pk 82133.02332211.311.511.310.250.12511.31=kNm 821lMqkqqkl22Pqk1.5Pqk0.250.125Pqk

82131.1253224.551.54.550.250.1254.55=kNm 82vT1Mkl121.7831091vT=＜l10EIx102.0610535601041122l1300 vQvQ111Mqkl18.663109＜，满足要求。 542823l250l10EIx102.0610356010五、梯柱设计

梯柱两端铰接，计算长度l1800mm，按轴拉构件设计，选取HM148×100×6×9，截面参数为：A27.25cm2，Ix1040cm4，Wx140cm3，ix6.17cm，iy2.35cm，300。

梯柱所受内力设计值：N+××××103=kN（拉力）

N37.5410322NmmNmmf215=＜ An27.25102l0y180l0x180x29.17，y76.60＜300，满足。

ix6.17iy2.35楼梯各构件之间的连接节点计算过程略。其它层楼梯计算略。