五层钢框架结构设计

2023-05-12 来源：个人技术集锦

五层钢框架结构设计

1 工程概况及设计参数

青岛开发区拟建一幢五层钢结构青年公寓，建筑面积4000m2,拟建房屋所在地设计参数，抗震设防烈度为6度（只需进行构造抗震，不进行地震作用计算），基本雪压S0=0.20kN/m2，基本风压00.6kN/m2，地面粗糙度为B类。

该多层钢结构建筑，采用纯框架形式（框架应双向刚接），框架柱梁均采用热轧H型钢，选用Q235钢；梁与柱的节点连接采用刚接连接（栓焊混合连接），主梁与次梁的节点连接采用铰接连接，柱脚采用刚接（外露式平板柱脚）；楼（屋）面采用压型钢板组合楼板；外墙体采用蒸压轻质加气混凝土（ALC）板，内隔墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。 2 结构布置及计算简图

本工程平面为狭长形，且水平和竖向均为规则布置，没有大的刚度突变，采用横向框架承重方案，主梁沿横向布置。查《建筑结构荷载规范》(GB50009-2001),楼面均布活载标准值为0kN/m2,阳台为5 kN/m2,上人屋面为0kN/m2,雨篷为0.7kN/m2。

1 计算单元

根据结构方案的特点（横向框架承重），可取一榀典型横向框架作为计算单元，这里取②轴线框架进行计算，取两个柱距的1/2宽作为计算单元,如图1：

图1 平面结构布置及计算单元选取

2 构件截面尺寸初选

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本工程的梁和柱子均采用Q235钢，材料性能应满足《低合金高强度结构钢》（GB/T1591）的要求。焊接材料与之相适应，手工焊采用E43系列焊条，满足《低合金钢焊条》（GB/T5118）的要求。自动焊和半自动焊的焊丝应满足《熔化焊用钢丝》（GB/T14957）的要求。

1 梁截面初选

本工程主次梁均优先选用窄翼缘热轧H型钢（HN系列），初选截面可参考简支梁的要求进行调整，将截面高度减小些；框架柱优先选用宽翼缘热轧H型钢（HW系列），以保证弱轴方向的抗弯能力。

(1) 横向框架梁

1111~)l(~)6600330~440mm,取h400mm20152015

1111b(~)h(~)400121~200mm,取b200mm3.323.32h(查《热轧H型钢和部分T型钢》（GB/T11263）,则选用HN396×199×7×11。(2) 纵向框架梁

1111h(~)l(~)5400270~360mm,取h360mm15201520

1111b(~)h(~)360109~180mm,取b180mm3.323.32查《热轧H型钢和部分T型钢》（GB/T11263）,则选用HN346×174×6×9。 (3) 次梁

1111h(~)l(~)5400300~450mm,取h300mm18121812

1111b(~)h(~)30091~150mm,取b150mm3.323.32查《热轧H型钢和部分T型钢》（GB/T11263）,则选用HN298×149×5.5×8。 2 框架柱截面初选

60~100，但因轴力N较大，取=60；查表可得截面回转半径近似值

10.43,20.24。 ixlox24300143.33mm 601

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430071.67mm60i143.33 hx334mm

10.43iybiyloy271.67299mm0.24查《热轧H型钢和部分T型钢》（GB/T11263）,则选用HW344×348×10×16。

3 组合楼盖的初选

根据组合楼板的构造要求，压型钢板顶面以上的混凝土厚度不应小于50mm,总厚度不应小于90mm，取楼板厚度为100mm。各构件截面尺寸和特性见表1：

表1 构件截面尺寸及特性

截面尺构寸件 h×b类型 ×tw×tf(mm) 344×柱 348×10×16 横向 71.41 0.5606 19023 960.8 16.32 1446 145.30 4.5 144.01 1.1305 32545 1892 15.03 11242 646.1 8.84 截面积 A(cm2) 单位长度重量m （kN/m） Ix (cm4) Iy (cm4) Wx 3ix Wy ix （cm） (cm） (cm3） (cm）框396×架199× 7×11 梁 1

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纵向 545 0.4117 10456 604.4 14.12 791 90.9 3.88 框346×架174× 6×9 梁 298×次149×梁 5.5×8 40.8 0.3203 5911 396.7 104 442 59.30 3.29 4 梁、柱的计算跨(高)度

梁的跨度：取轴线间距，即边跨梁为6.6m,中跨为4m;

底层柱高：设基础底标高-100m，基础高度1.100m，则底层柱高3.3+1-1.1=4.3m;

其它层柱高：取层高，即为3.3m。 3 框架计算简图

框架在竖向荷载作用下，可忽略节点侧移，按刚性方案设计。在水平荷载作用下，不能忽略节点侧移，按弹性方案设计。相对线刚度计算如下（考虑组合效应，钢梁两侧有楼板时取1.5Ib,一侧有楼板时取1.2Ib）:

EIcx2.06101132545108底层柱线刚度：ic11.514107Nm

lc14.3其它层柱线刚度：ic25EIcx2.061011325451081.972107Nm lc23.31.5EIbx1.52.06101119023108边跨梁线刚度：ib15.765106Nm

lb16.61.5EIbx1.52.06101119023108中跨梁线刚度:ib21.585107Nm

lb22.4设ic21.5141075.7651061.97210Nm1，则ic10.77,ib10.29, 771.972101.97210751

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1.585107ib20.80。计算简图如图2：

1.972107 图2 框架计算简图

3 荷载计算及其内力分析

3.1 荷载计算 3.1.1 恒荷载标准值楼面：

0.8mm厚压型钢板 0.12kN/m2 100mm厚C20钢筋混凝土板 0.10×25=50kN/m2 20mm厚1：2水泥砂浆找平层 0.02×20=0.40kN/m2 3mm厚T910地砖 19.80×0.003=0.06kN/m2 吊顶及吊挂荷载 0.30kN/m2

合计 3.38kN/m2 屋面：

0.8mm厚压型钢板 0.12kN/m2 100mm厚C25钢筋混凝土板 0.10×25=50kN/m2 40mm厚C20防水细石混凝土 0.04×25=1.00 kN/m2 20mm厚1：3 水泥砂浆找平层 0.02×20=0.40kN/m2

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100mm厚膨胀珍珠岩保温层 0.10×5=0.25kN/m2 30mm厚水泥砂浆 0.03×20=0.60kN/m2 4mm厚改性沥青防水（三毡四油） 0.05kN/m2 20mm1:3水泥砂浆（上人屋面的保护层） 0.02×20=0.40kN/m2 吊顶及吊挂荷载 0.30kN/m2

合计 5.62kN/m2 内墙：

200mm厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块 0.2×5.5=1.10kN/m2 8mm厚水泥砂浆找平层 0.08×20×2=0.32kN/m2 8mm厚1：1：6水泥石膏砂浆 0.08×14×2=0.22kN/m2 5mm厚1：0.3：3水泥石膏砂浆 0.05×14×2=0.14kN/m2

合计 1.78kN/m2 内墙自重（偏于安全的取3300mm高） 1.78×3.3=5.88kN/m 外墙：

200mm厚蒸压轻质加气混凝土（ALC）板 0.2×6.5=1.30kN/m2 外墙面做法：丙乳密封液一层

5mm厚聚合物防水砂浆打底 0.005×20=0.10kN/m2 3mm厚T920瓷砖 0.003×19.8=0.06kN/m2 内墙面做法：丙乳密封液一层批腻子涂料

合计 1.46kN/m2

外墙自重 1.46×3.3=4.82kN/m 女儿墙：高度1000mm,自重 1.46×1=1.46kN/m

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构件自重：

横向框架梁自重（边跨） 0.56kN/m （中跨） 0.56kN/m 纵向框架梁自重 0.42kN/m 次梁自重 0.32kN/m 框架柱自重 1.13kN/m 3.1.2 活载标准值

楼面 0kN/m2 阳台 5kN/m2 上人屋面 0kN/m2 雨篷 0.7kN/m2 3.1.3 风压标准值（按50年一遇取青岛地区值）

基本风压 0.6kN/m2 风载体型系数查《建筑结构荷载规范》(GB50009-2001)，表7.3.1项5取。 3.1.4 雪荷载标准值

基本雪压 0.20kN/m2 准永久分区为Ⅱ,准永久系数为0.2。雪荷载不与活荷载同时组合，取其中最不利组合。本工程雪荷载较小，荷载组合时直接取活荷载进行组合，而不考虑与雪荷载的组合。

3.1.5 地震作用

本工程抗震设防烈度为6度（0.05g）,设计地震分组为第二组，在计算中不考虑地震作用，仅从构造上予以考虑。

3.2 荷载作用分布图

根据以上荷载情况和结构布置，荷载按下面原则取值：次梁承担由屋面板、楼面板传来的荷载形式为矩形，横向框架主梁承担由次梁传来的荷载为集中荷载，梁的自重和梁上的墙体荷载按均布荷载加在梁上，外墙荷载按集中荷载加在梁柱节点处。

3.1 一榀框架恒载计算简图

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1G61.465.43.381.21.820.425.45.621.12.7258.08kN3G62G65.621.12.740.325.468.49kNG645.62(1.11.2)2.720.425.472.01kN1G251.463.35.43.381.21.823.381.12.720.425.462.91kN2G253.381.12.740.325.441.88kN CL01上有卫生间隔墙，次梁搭在主梁两端，将次梁视为简支梁，模型如图3.1：

图3.1 次梁（CL01）计算简图

MG425B0RA5.45.883.3(2.11.65)RA13.48kN

32G25G252RA41.88213.4868.80kN3.38(1.11.2)2.720.425.45.885.475.91kN

q60.56kN/mq255.880.566.44kN/m框架中各层恒荷载作用分布图如图3.2：

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图3.2 恒载作用分布图(kN)

3.2 一榀框架活载计算简图

1Q60.71.21.8221.15.414.90kN23 Q6Q621.12.7423.76kN4Q62(1.11.2)2.7224.84kN1 Q252.51.21.8221.15.422.68kN 23 Q25Q2521.12.7423.76kN

4Q252(1.11.2)2.7224.84kN

框架各层活载作用分布图如图3.3：

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图3.3 活载作用分布图（kN）

3.3 一榀框架风载计算简图基本风压值：00.60kN/m2

z值：由于建筑物总高H不超过30m,所以取z=1.0。

查《荷载规范》得s值：迎风面s0.8,背风面s0.5,所以取s1.3。

z查表，具体值见表3.1。为简化计算，将矩形分布的风荷载折算成节点集中力Fik。

表中的ikzsz0，qikik5.4，Fikqik(hihj)/2，hi、hj分别为下柱、上柱的高度（顶层取女儿墙高的两倍），qik为风荷载的线荷载标准值。

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表3.1 风荷载计算表

层数五四三二一离地高度z/m16.9513.6510.357.053.75s1.31.31.31.31.3z11111z1.1831.1021.011.001.00 0 ik qik hi(m) hj(m) Fik(kN)(kN/m2)(kN/m2)(kN/m)0.60.60.60.60.60.920.860.790.780.784.984.644.254.214.213.32.03.33.33.33.33.33.33.753.313.2015.3214.0413.9014.85 框架各层风荷载作用分布图如图3.4：

图3.4 风荷载作用下荷载分布图(kN)

3.3 荷载内力分析

3.3.1 节点分配系数的计算

顶层分配系数计算过程如下（其他层计算方法相同，见表3.2）

40.29410.22,A5A40.78

40.294140.294140.290.14 节点B:B5A540.294140.840.8B5C50.38

40.294140.8节点A:A5B51

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B5B4410.48

40.294140.8表3.2 节点分配系数计算表

节点A各杆端分配系数 A5B5 0.22 0.78 0.12 0.44 0.44 0.14 0.49 0.37 节点B各杆端分配系数 B5A5 B5C5 B5B4 B4A4 B4B3 B4B5 B4C4 B1A1 B1C1 B1B0 B1B2 0.14 0.38 0.48 0.10 0.32 0.32 0.26 0.10 0.28 0.27 0.35 顶层 A5A4 A4B4 标准层 A4A3 A4A5 A1B1 底层 A1A2 A1A0 3.3.2 恒载作用下内力分析 (1) 恒载下固端弯矩计算

顶层梁A5B5固端弯矩计算如下（计算简图如图3.5）：

图3.5 梁A5B5固端弯矩计算简图

M1A5B51MB5A568.492.24.4266.968kNm26.6 268.492.24.433.484kNm6.621

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21MAM33.484kNmBB555A521MBMA5B566.968kNm5A5M3A5B53MB5A5MA5B50.566.622.033kNm12

20.566.62.033kNm1223M1A5B5MA5B5MA5B5(66.96833.4842.033)102.48kNmMB5A5102.48kNmB5C5:MB5C50.562.420.27kNm

12MC5B50.27kNm

底层及标准层边跨框架梁固端弯矩计算如下（计算简图如图3.6）：

图3.6 梁A4B4固端弯矩计算简图

M2A4B42MB4A43MA4B43MB4A468.802.224.433.636kNm26.668.802.24.4267.271kNm6.62 26.446.623.377kNm126.446.6223.377kNm1223MA4B4M1A4B4MA4B4MA4B4(40.94933.63623.377)97.97kNm 123MB4A4MBMM20.47567.27123.377111.12kNm ABAB44444A4底层及标准层中跨框架梁固端弯矩计算如下：

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MB4C40.562.420.27kNm

12MC4B40.27kNm

(2) 恒载作用下内力计算及内力图

恒载作用下内力计算采用力矩二次分配法，由结构和恒荷载的对称性，可取对称进行计算，计算过程如图3.7：

恒载弯矩、剪力、轴力图分别如图3.8(a)、图3.8(b)、图3.8(c)： 3.3.3 活载作用下内力分析

框架在楼、屋面活载作用下采用满布荷载法，其内力计算方法与恒载相同。

(1) 活载作用下固端弯矩计算

活载作用下固端弯矩计算方法与恒载相同，采用叠加法。固端弯矩计算见表3.3：

表3.3 活载固端弯矩计算表

Fpab2Fpa2b边跨框架梁 23.762.24.4223.762.224.42 l6.62 34.85kNm23.762.24.4223.762.224.42 l6.62 34.85kNmFpab2Fpa2b中跨框架梁顶层 0 底层及标准层 0 (2) 活载作用下内力计算及内力图

其内力计算也采用二次分配法，内力计算过程如图3.9，弯矩图、剪力图、轴力图分别如图3.10(a)、图3.10(b)、图3.10(c)：上柱 0.00 下柱 0.78 右梁 0.22 -1048 255 左梁上柱 0.00 下柱 0.48 右梁 0.38 -0.27 0.14 1048 0.00 79.93 -14.31 0.00 -49.06 -38.84 11.27 1

21.55 -7.15 -17.74 19.42 五层钢框架结构设计

0.44 -11.23 -3.17 90.26 -90.26 0.44 0.12 -97.97 -1.81 97.63 0.32 -6.22 -4.92 -73.02 -24.61 0.32 0.26 -0.27 0.10 111.12 43.11 43.11 11.76 39.97 21.55 -5.54 -24.63 -24.63 -6.72 58.44 40.03 -98.47 0.44 0.44 0.12 -97.97 -11.09 -35.47 -35.47 -28.82 5.88 -24.53 -17.74 14.41 20 7.03 7.03 5.71 108.11 -597 -46.18 -8.97 0.32 0.32 0.26 -0.27 0.10 111.12 43.11 43.11 11.76 21.55 21.55 -5.54 -16.53 -16.53 -4.51 48.13 48.13 -96.26 0.44 0.44 0.12 -97.97 -11.09 -35.47 -35.47 -28.82 5.88 -17.74 -17.74 14.41 1.52 4.86 4.86 3.95 107.43 -48.35 -48.35 -10.73 0.32 0.32 0.26 -0.27 0.10 111.12 43.11 43.11 11.76 21.55 24.00 -5.54 -17.61 -17.61 -4.80 47.05 49.50 -96.56 0.49 0.37 0.14 -97.97 -11.09 -35.47 -35.47 -28.82 5.88 -17.74 -19.40 14.41 1.68 5.39 5.39 4.38 107.60 -47.82 -49.48 -10.30 0.35 0.27 0.28 -0.27 0.10 111.12 48.01 36.25 13.72 21.55 -5.54 -11.09 -38.80 -29.93 -31.04 6.86 -17.74 1

15.52 五层钢框架结构设计

-7.85 -5.92 61.71 30.32 18.12 -24 -904

-0.46 -1.62 -1.25 -1.30 106.43 -58.16 -31.18 -17.09 -14.96 图3.7 恒载作用下内力计算过程

上柱 0.00 下柱 0.78 右梁 0.22 -34.85 7.67 -44 左梁 0.14 34.85 -4.88 3.83 -0.68 33.12 0.10 34.85 上柱 0.00 下柱 0.48 右梁 0.38 0.00 0.00 27.18 0.44 7.67 0.00 -16.73 -13.24 0.32 -5.58 -34 6.62 -1.85 -4.08 -1.15 30.77 -30.77 0.44 0.12 -34.85 4.18 -1.74 -34 -24.65 -8.48 0.32 0.26 0.00 15.33 15.33 13.59 7.67 -8.59 -8.59 -3.49 -11.15 -11.15 -9.06 09 0.73 -8.36 -5.58 34 34 4.53 1.90 -63 0.26 0.00 20.34 14.41 -34.75 0.44 0.44 0.12 -34.85 4.18 -1.74 34.19 -17.17 -14.39 0.10 34.85 0.32 0.32 15.33 15.33 7.67 7.67 -3.49 -11.15 -11.15 -9.06 09 0.45 1

-5.58 -5.58 1.45 1.45 4.53 1.18 -5.98 -5.98 -1.63 五层钢框架结构设计

17.02 17.02 -34.04 0.44 0.44 0.12 -34.85 4.18 -1.74 33.91 -15.28 -15.28 -3.35 0.10 34.85 0.32 0.32 0.26 0.00 15.33 15.33 7.67 8.54 -3.49 -11.15 -11.15 -9.06 09 0.51 -5.58 -6.10 1.62 1.62 4.53 1.31 -6.36 -6.36 -1.74 16.64 17.51 -34.15 0.49 17.08 7.67 -90 0.37 189 -19 0.14 -34.85 4.88 -1.74 -0.83 -354 33.96 -15.11 -15.63 -3.22 0.10 34.85 -3.49 44 0.35 -120 -5.58 0.27 0.28 0.00 -9.41 -9.76 4.88 -0.17 -0.61 -0.47 -0.49 33.63 -18.38 -9.88 -5.37 -4.70 21.84 10.70 6.45 图3.9 活载作用下内力计算过程

五层钢框架结构设计

图3.8(a) 恒载弯矩图（kNm）

图3.8(b) 恒载剪力图（kN） 1

五层钢框架结构设计

图3.8(c) 恒载轴力图（kN）

图3.10(a) 活载弯矩图（kNm） 1

五层钢框架结构设计

图3.10(b) 活载剪力图（kN）

图3.10(c) 活载轴力图（kN） 1

五层钢框架结构设计

3.3.4 风载作用下内力分析

(1) 各柱的D值及剪力分配系数计算

风荷载作用下需考虑框架节点的侧移，采用“D”值法。各柱的D值及剪力分配系数见表3.4：

表3.4 各柱D值及剪力分配系数

层位及层高柱号A五层(3.3m)BCDABCDA一层（4.3m）BCDKcK0.290.1272K20.29K1.090.3532K21.090.3530.1270.1270.3530.3530.1270.5K0.50.380.3702K20.3812iDc2c(kN/m)h2759.7137670.7007670.7002759.7132759.7137670.7007670.7002759.7133635.5655512.3035512.3033635.565D(kN/m)20860.826DD0.290.290.29210.80.80.290.291.09211.0900.2900.2901.0901.0900.2900.290.380.770.80.291.420.771.4200.3800.1320.3680.3680.1320.1320.3680.3680.1320.19918295.7360.3010.3010.199二至四层（3.3m）20860.8260.5K0.51.420.5612K21.420.5610.370 (2) 各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算

框架各柱反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算见表3.5： (3) 梁端弯矩的计算

梁端弯矩的计算根据节点平衡理论，按各节点上梁的线刚度大小进行分配。以五、四层为例：

第五层：A节点：已知MA5A44.97kNm,则MA5B54.97kNm。 B节点：已知MB5B410.34kNm,则MB5A5 MB5C50.2910.342.75kNm,

0.290.80.810.347.59kNm。

0.80.29 第四层：A节点：已知MA4A50.78kNm,MA4A39.38kNm

五层钢框架结构设计

则MA4B40.789.3810.16kNm

B节点：已知MB4B55.69kNm,MB4B320.61kNm，

则MB4A4MB4C40.29(5.6920.61)7.00kNm,

0.80.290.8(5.6920.61)19.30kNm。 0.80.29y1y2y3t i Mb M(kNm)(kNm)(mm)表3.5 各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩

层号柱号i0.132 D(kN/m) Piin Vi(kN)(kN)y0y0.1350.3550.245A(D)五B(C)A(D)四B(C)A(D)三B(C)1.740.13520860.82613.204.860.3553.760.24520860.82628.5210.500.4055.620.40020860.82642.5615.660.4557.450.50520860.82656.4620.780.50014.190.76018295.73671.3121.460.610000000 0 00.050.785.693.044.9710.349.380.630.3680.1320.3680.1320.3681.370.40514.0320.610.4007.4211.122.040.45523.5228.170.45511.1913.402.710.50034.2834.280.75946.3114.713.900.61056.3036.00二A0.132(D)B0.368(C)A0.199(D)B0.301(C)0 00.009 一0 由此表可得层间相对最大位移max13.9mmh/4008.25mm，满足要求；框架柱柱顶水平123453.902.712.041.370.63

10.64mmH/50035mm，满足要求。

(4) 风载作用下内力图

风载弯矩、剪力、轴力图分别如图3.11(a)、图3.11(b)、图3.11(c)：

五层钢框架结构设计

图3.11(a) 风载弯矩图（kNm）

图3.11(b) 风载剪力图（kN）

五层钢框架结构设计

图3.11(c) 风载轴力图（kN）

4 内力组合

在进行荷载组合时，应该考虑活载的最不利布置。对多层框架，如果考虑地震组合，可以不考虑活载的不利布置；如果不考虑地震组合，可将活载下的内力乘以1.1~1.2的放大系数。由于本工程位于6度抗震设防区，在设计时不考虑地震作用，因此组合时将活载乘以1.15的放大系数。

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

本建筑的荷载组合采用《建筑结构荷载规范》（GB50009）3.4的一般排架、框架结构的基本组合简化规则，由可变荷载效应控制的组合：①1.2SGk1.4SW;②1.2SGk1.4SQ;③1.2SGk0.91.4(SWSQ)；由永久荷载效应控制的组合：

1.35SGk1.40.7SQ1.40.6SW。

4.1 框架梁内力组合

因为各层梁截面均相同，而顶层荷载较标准层大，故只取首层、顶层的边跨梁和中间梁组合。框架梁内力组合见表4.1：

五层钢框架结构设计

表4.1 框架梁内力组合表

五层钢框架结构设计

梁截面内力恒荷载 ①-92.04-22.4369.93-106.43-22.43-83.26-90.2645.0669.72-97.6345.06-71.46-17.09-0.540.67-17.09-0.54-0.67-24.616.880.67-24.616.88-0.67活荷载 ②-32.54-7.9323.59-33.63-7.93-23.93-30.7715.4923.40-33.1215.49-24.12-5.37-1.010.00-5.37-1.010.00-8.482.820.00-8.482.820.00左风荷载 ③25.908.11-6.76-18.708.11-6.764.9711.46-1.17-2.7511.46-1.1751.587.42-42.98-51.587.42-42.987.596.60-6.33-7.596.60-6.33右风荷载④-25.906.746.7618.706.746.76-4.971.741.172.751.741.17-51.587.4242.9851.587.4242.98-7.596.606.337.596.606.331.2恒+1.4活1.2×①+1.4×②-157.60-38.41118.10-176.45-38.41-134.59-152.9076.52117.57-165.1576.52-120.70-28.29-2.110.80-28.29-2.11-0.80-41.8212.340.80-41.8212.34-0.801.2恒+1.4风1.2×①+1.4×③或④→-74.19-15.5674.45-153.90-15.56-109.38-101.3570.1282.03-121.0170.12-87.3951.709.74-59.37-92.729.74-60.98-18.9117.50-8.06-40.1617.50-9.67←-146.71-17.4893.38-101.54-17.48-90.45-115.2756.5185.30-113.3156.51-84.11-92.729.7460.9851.709.7459.37-40.1617.509.67-18.9117.508.06A1B1A1B1B1A1A5B5A5B5B5A5B1C1B1C1C1B1B5C5B5C5C5B5M/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kNM/kNmN/kNV/kN1.35恒+0.7×1.4活+0.61.2恒+0.9×1.4（活+风）×1.4风1.2×①+0.9×1.4×（②+1.35×①+0.7×1.4×②③或④）+0.6×1.4×③或④→←→←-120.25-185.52-135.50-179.02-27.04106.16-195.13-27.04-139.64-142.1888.71112.71-163.8188.71-118.6837.487.38-53.35-92.507.38-54.96-31.0320.25-7.17-50.1520.25-8.78-28.77123.20-148.01-28.77-122.60-154.7076.46115.65-156.8876.46-115.73-92.507.3854.9637.487.3853.35-50.1520.258.78-31.0320.257.17-31.51112.65-193.50-31.51-142.35-148.8986.17116.87-167.7086.17-121.9214.814.48-35.20-71.854.48-37.01-35.4517.69-4.41-48.2017.69-6.22-32.66124.01-162.08-32.66-130.99-157.2478.00118.84-163.0878.00-119.95-71.854.4837.0114.814.4835.20-48.2017.696.22-35.4517.694.41Mmax-185.52-28.77123.20-195.13-27.04-139.64-157.2478.00118.84-167.7086.17-121.92-92.729.7460.98-92.729.74-60.98-50.1520.258.78-50.1520.25-8.78Vmax-179.02-32.66124.01-193.50-31.51-142.35-157.2478.00118.84-167.7086.17-121.92-92.729.7460.98-92.729.74-60.98-40.1617.509.67-40.1617.50-9.671

五层钢框架结构设计

表4.2 框架柱内力组合表

五层钢框架结构设计

柱截面内力恒荷载 ①活荷载 ②左风荷载 ③右风荷载④1.2恒+1.4活1.2×①+1.4×②48.44-18.021063.3929.01-18.021069.2381.05-67.16662.2179.23-67.16666.69-48.5516.701230.35-23.2516.701236.18-78.9347.57763.97-74.4145.35768.441.2恒+1.4风1.2×①+1.4×③或④→←56.22-33.39838.7386.58-33.39844.5673.32-42.48493.2266.85-42.48497.7012.98-17.181105.4160.87-17.181111.24-18.5813.04620.92-24.4613.04625.401.35恒+0.7×1.4活+0.61.2恒+0.9×1.4（活+风）×1.4风1.2×①+0.9×1.4×（②+1.35×①+0.7×1.4×②③或④）+0.6×1.4×③或④→←→←28.700.311013.12-30.060.311018.9664.71-56.83634.6567.61-56.83639.12-92.8043.371068.49-93.6643.371074.32-112.3366.04692.82-105.6366.04697.3065.09-35.451063.1786.64-35.451069.0092.73-70.99653.8586.30-70.99658.32-2.08-10.741337.3548.22-10.741343.18-41.3526.58795.13-46.3626.58799.6137.02-6.441072.34-9.35-6.441078.9071.94-57.00662.2373.22-57.00667.27-80.1335.191177.94-71.2035.191184.50-103.5761.32740.41-98.7961.32745.4461.28-30.281105.7068.45-30.281112.2690.62-66.44675.0485.69-66.44680.07-19.65-0.871357.1823.39-0.871363.74-56.2535.01808.62-59.2735.01813.65Mmax65.09-35.451063.1786.64-35.451069.0092.73-70.99653.8086.30-70.99658.32-92.8043.371068.49-96.7742.93812.51-112.3366.04692.82-105.6366.04697.30Nmax61.28-30.281105.7068.45-30.281112.2690.62-66.44675.0485.69-66.44680.07-19.65-0.871357.1823.39-0.871363.74-56.2535.01808.62-59.2735.01813.65上A1A0下上A3A2下上B1B0下上B3B2下M/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kNM/kNmV/kNN/kN30.32-11.27675.7718.12-11.27680.6348.13-28.84402.1347.05-28.84405.86-31.1810.73796.70-14.9610.73801.56-48.3529.14470.07-47.8229.14473.8010.70-3.99224.026.45-3.99224.0217.02-23.79131.2816.64-23.79131.28-9.883.39243.40-4.703.39243.40-15.289.21146.06-15.119.21146.06-14.7114.19-19.86-46.3114.19-19.86-11.125.62-7.62-7.425.62-7.62-36.0021.47-106.69-56.3021.47-106.69-28.1715.66-40.60-23.5215.66-40.6014.17-14.1919.8646.31-14.1919.8611.12-5.627.627.42-5.627.6236.00-21.47106.6956.30-21.47106.6928.17-15.6640.6023.52-15.6640.6015.796.34783.12-43.096.34788.9542.19-26.74471.8946.07-26.74476.36-87.8242.93806.67-96.7742.93812.51-97.4656.89507.24-90.3156.89511.721

五层钢框架结构设计

4.2 框架柱内力组合

因为各层柱子的截面相同，故只取首层、中间标准层的边柱和中柱进行内力组合。框架柱的内力组合见表4.2：

对表4.1的注释：弯矩M以梁上部受拉为正，下部受拉为负；剪力V以使梁顺时针转为正，逆时针转为负；轴力N以压力为正，拉力为负。

对表4.2的注释：弯矩M以柱外侧受拉为正，内侧受拉为负；剪力V以使柱顺时针转为正，逆时针为负；轴力N以压力为正，拉力为负。 5 结构、构件验算

5.1 框架柱验算

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

5.1.1 柱A1A0 (1) 截面特性

柱A1A0的截面为HW3443481016，其截面特性

A144.01cm2,Ix32545cm2,Iy11242cm2,ix15.03cm,iy8.84cm,此压

WX1892.20cm3,Wy646.10cm3。弯构件受压翼缘自由外伸宽度b1与其厚度t之比（b1/t），即b1/t0.5(34810)23523510.56131313,所以查表得x1.05。

16fy235(2) 控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制

Mu65.09kNm,Md86.64kNmMu61.28kNm,Md68.45kNmN1063.17kN,N1069kNNu1105.70kN,Nd1112.26kN ud V30.28kN,V30.28kNV35.45kN,V35.45kNdudu(3) 强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

NdMd106910386.6410622 117.84Nmmf215Nmm23AnxWx144.01101.051892.20101

五层钢框架结构设计

满足要求。

对第二组内力：

NdMd1112.2610368.4510622111.69Nmmf215NmmAnxWx144.011021.051892.20103满足要求。

(4) 弯矩作用平面内的稳定验算

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

梁A1B1的截面为HN396199711,其惯性矩为Ix19023.00cm4。

K1IIbclblc190236600.164，K210,由《钢结构设计规范》附

3254543032545330lox1.5843045.20120235fy120235235120, ix15.03表D-2x1.58,则x由

b348/3441.010.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得x0.877，框架为有侧移纯框架，mx1.0。

2EA3.1422.06105144.01102N13015.16kN，

1.1x21.145.22'Ex对于第一组内力：

NdmxMd10691031.086.641062N1069xAW(10.8d)0.877144.01101.051892.20103（1-0.8）xx'13015.16NEx131.32Nmm2f215Nmm2 对于第二组内力：

NdmxMd1112.261031.068.451062NxAW(10.8d)0.877144.01101.051892.20103(10.81112.26)xx'13015.16NEx125.05Nmm2f215Nmm2,满足要求。1

五层钢框架结构设计

(5) 弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN34617469,其惯性矩为Ix10456cm4,与柱刚接。柱脚在纵向也取刚接。K1IIblblccy2104565400.643，K210,由

1124243011242330《钢结构设计规范》附表D-2

y1.26,则y1.2643061.29120235fy120235235120,

8.84由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得 y0.800，

61.292235b1.071.070.985,框架为有侧移纯框架，

4400023544000235y2fy tx1.0。截面影响系数1.0。对于第一组内力：

NdtxMd10691031.086.641061.0139.27Nmm223yAbWx0.8144.01100.9851892.2010f215Nmm2,满足要求。

对于第二组内力：

NdtxMd1112.261031.068.451061.0133.27Nmm223yAbWx0.8144.01100.9851892.210f215Nmm2,满足要求。

(6) 局部稳定 1) 翼缘板的宽厚比

b116923510.561313,满足要求。 t162352) 腹板的高厚比对于第一组内力：

maxNdMdy1106910386.641061562115.76NmmAIx144.0110232545104NdMdy110691086.6410156232.70NmmAIx144.01102325451041

min五层钢框架结构设计

应力梯度：0（maxmin)/max(115.7632.7)/115.760.721.6

腹板的允许高厚比：

h0235235(160.525)(160.720.545.225)59.12 0xtf235yw高厚比

h031231.259.12，满足要求。 tw10对于第二组内力：

maxNdMdy11112.610368.45106156110.05Nmm224AIx144.01103254510NdMdy11112.61068.4510156238.43NmmAIx144.011023254510436

min应力梯度：0（maxmin)/max(110.0538.43)/110.050.651.6

板的允许高厚比：

h0235235(160.525)(160.650.545.225)58 0xfy235tw高厚比

h031231.258，满足要求。因柱均采用同一截面形式，其它柱段的tw10局稳可不用再计算。

5.1.2 柱B1B0

(1) 截面特性与柱A1A0 相同。 (2) 控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制 M92.80kNm,M93.66kNmud Nu1068.49kN,Nd1074.32kNV43.37kN,V43.37kNd u(3) 强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

Mu80.13kNm,Md71.20kNmNu1177.94kN,Nd1184.50kNV35.19kN,V35.19kNduNdMd1074.3210393.6610622121.74Nmmf215Nmm,23AnxWx144.01101.051892.20101

五层钢框架结构设计

满足要求。

对第二组内力：

NuMu1177.9410380.1310622122.13Nmmf215Nmm,23AnxWx144.01101.051892.2010满足要求。

(4) 弯矩作用平面内的稳定验算

梁B1C1的截面为HN396199711,其惯性矩为Ix19023.00cm4

K1IIbclblc1902366019023/2400.620，K210,由《钢结构设计规范》

3254543032545330lox1.2743036.33120235fy120235235120, ix15.03附表D-2x1.27,则x由

b348/3441.010.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得x0.913，框架为有侧移纯框架，mx1.0。

2EA3.1422.06105144.01102N20146.32kN，

1.1x21.136.332'Ex对于第一组内力：

NdmxMd1074.321031.093.661062N1074.32xAW(10.8d)0.913144.01101.051892.20103（1-0.8）xx'20146.32NEx130.95Nmm2f215Nmm2 对于第二组内力：

NumxMu1184.501031.071.201062NxAW(10.8d)0.913144.01101.051892.20103(10.81184.50)xx'20146.32NEx127.69Nmm2f215Nmm2,满足要求。1

五层钢框架结构设计

(5) 弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN34617469,其惯性矩为Ix10456cm4,与柱刚接。柱脚在纵向也取刚接。K1IIblblccy2104565400.643，K210,

1124243011242330由《钢结构设计规范》附表D-2

y1.26,则y1.2643061.29120235fy120235235120, 8.84由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得 y0.800，

61.292235b1.071.070.985,框架为有侧移纯框架，tx1.0

4400023544000235y2fy截面影响系数1.0。

对于第一组内力：

NdtxMd1074.321031.093.661061.0143.50Nmm223yAbWx0.8144.01100.9851892.2010f215Nmm2,满足要求。

对于第二组内力：

NutxMu1177.941031.080.1310621.0145.24NmmyAbWx0.8144.011020.9851892.2103f215Nmm2,满足要求。

5.1.3 柱A2A3

(1) 截面特性与柱A1A0 相同。 (2) 控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制

Mu92.73kNm,Md86.30kNmNu653.85kN,Nd658.32kN V70.99kN,V70.99kNdu(3) 强度验算

截面无削弱，对第一组内力： Mu90.62kNm,Md85.69kNmNu675.04kN,Nd680.07kN V66.44kN,V66.44kNdu1

五层钢框架结构设计

NuMu653.8510392.7310622，92.07Nmmf215Nmm23AnxWx144.01101.051892.2010满足要求。

对第二组内力：

NuMu675.0410390.6210692.48Nmm2f215Nmm2，23AnxWx144.01101.051892.2010满足要求。

(4) 弯矩作用平面内的稳定验算

梁A3B3的截面为HN396199711,其惯性矩为Ix19023.00cm4。

K1IIbclblc190236600.15，K20.15,《钢结构设计规范》附表D-2

232545330lox2.5933056.87120235fy120235235120, ix15.03x2.59,则x由

b348/3441.010.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得x0.824，框架为有侧移纯框架，mx1.0。

2EA3.1422.06105144.01102N8221.67kN， 221.1x1.156.87'Ex对于第一组内力：

NdmxMd653.851031.092.731062N653.85xAW(10.8d)0.824144.01101.051892.20103（1-0.8）xx'8221.67NEx104.94Nmm2f215Nmm2 对于第二组内力：

五层钢框架结构设计

NumxMu675.041031.090.621062NxAW(10.8d)0.913144.01101.051892.20103(10.8675.04)xx'8221.67NEx105.70Nmm2f215Nmm2,满足要求。 (5) 弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN34617469,其惯性矩为Ix10456cm4,与柱刚接。

K1IIblblccy210456540《钢结构设计规范》附表D-20.568，K20.568,由

2112423301.5533057.86120235fy120235235120,

8.84y1.55,则y由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得 y0.819，

57.862235b1.071.070.994,框架为有侧移纯框架，

4400023544000235y2fy tx1.0。截面影响系数1.0。对于第一组内力：

NutxMu653.851031.092.7310621.0104.74NmmyAbWx0.819144.011020.9941892.20103f215Nmm2,满足要求。

对于第二组内力：

NutxMu675.041031.090.6210621.0105.41NmmyAbWx0.819144.011020.9941892.2103f215Nmm2,满足要求。

5.1.4 柱B2B3

(1) 截面特性：与柱A1A0 相同。 (2) 控制内力

根据内力组合表，强度验算可能由以下组合控制 M112.33kNm,M105.63kNmud Nu692.82kN,Nd697.30kNV66.04kN,V66.04kNdu1

Mu103.57kNm,Md98.79kNmNu740.41kN,Nd745.44kNV61.32kN,V61.32kNdu五层钢框架结构设计

(3) 强度验算

截面无削弱，对第一组内力：

NuMu692.82103112.33106104.65Nmm2f215Nmm2，23AnxWx144.01101.051892.2010满足要求。

对第二组内力：

NuMu740.41103103.57106103.54Nmm2f215Nmm2，23AnxWx144.01101.051892.2010满足要求。

(4) 弯矩作用平面内的稳定验算

梁A3B3的截面为HN396199711,其惯性矩为Ix19023.00cm4。

K1IIbclblc1902366019023/2400.55，K20.55,《钢结构设计规范》表

232545330lox1.5633034.25120235fy120235235120, ix15.03D-2x1.56,则x由

b348/3441.010.8,查《钢结构设计规范》附录C此柱截面为b类截面，h查得x0.921，框架为有侧移纯框架，mx1.0。

2EA3.1422.06105144.01102N22667.6kN， 221.1x1.134.25'Ex对于第一组内力：

NumxMu692.821031.0112.331062N692.82xAW(10.8d)0.921144.01101.051892.20103（1-0.8）xx'22667.6NEx110.2Nmm2f215Nmm21

五层钢框架结构设计

对于第二组内力：

NumxMu740.411031.0103.57106xAW(10.8Nd)0.921144.011021.051892.20103(10.8740.41)xx'22667.6NEx105.70Nmm2f215Nmm2,满足要求。 (5) 弯矩作用平面外稳定验算

纵向框架梁截面为HN34617469,其惯性矩为Ix10456cm4,与柱刚接。

K1IIblblccy210456540《钢结构设计规范》附表D-20.568，K20.568,由

2112423301.5533057.86120235fy120235235120,

8.84y1.55,则y由《钢结构设计规范》附录C按b类截面查得 y0.819，

57.862235b1.071.070.994,框架为有侧移纯框架，

4400023544000235y2fy tx1.0。截面影响系数1.0。对于第一组内力：

NutxMu692.821031.0112.331061.0118.46Nmm223yAbWx0.819144.01100.9941892.2010f215Nmm2,满足要求。

对于第二组内力：

NutxMu740.411031.0103.571061.0117.84Nmm223yAbWx0.819144.01100.9941892.210f215Nmm2,满足要求。

5.2 框架横梁验算

采用组合楼板时，框架梁与楼板有可靠连接，能阻止梁上翼缘的侧向失稳；在支座负弯矩处，受压下翼缘处设侧向支撑。另外，本工程抗震设防烈度为6度，热轧H型钢的局部稳定能够保证，不必进行验算。因此框架梁只需进行强度和挠度验算。另外，主梁一般不考虑组合效应，按钢梁计算。

五层钢框架结构设计

5.1 梁A5B5 (1) 截面特性

梁A5B5截面为HN396199711，其截面特性为：A=71.41cm2，

Ix19023cm4,Iy1446cm4,Wx960.80cm3。

(2) 控制内力

由内力组合表，强度验算由以下组合控制

M165.15kNmM167.70kNmN76.52kN N86.17kNV120.70kNV121.92kN(3) 强度验算

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

梁翼缘承受的正应力验算第一组内力：

NM76.52103165.1510622()174.42Nmmf215NmmAnxWx71.411021.05960.80103 第二组内力：

NM86.17103167.7106()178.30Nmm2f215Nmm2 23AnxWx95.43101.05142110满足要求。

梁腹板承受的剪力

Sxbftfhtf2(h2tf)2239611(396211)2tw199117543774mm3

28第一组内力：

VSx120.7010354377422满足要求。 49.28Nmmf125Nmmv4Ixtw19023107第二组内力：

VSx121.9254377449.79N/mm2fv125N/mm2，满足要求。 4Ixtw190231071

五层钢框架结构设计

(4) 挠度验算（荷载的标准组合）

梁的最大挠度包括两部分，一部分由恒载产生，另一部分由活载产生，将两部分叠加即为总挠度。 1) 计算恒载挠度

计算过程如下（计算简图如图5.1）：

图5.1 梁A5B5恒载挠度计算简图

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

1集1111MMds(2.2(21.157.961.190.26)56.741.11.375pEI2.0619023611  1.11.22(1.10.183)2.2(21.155.5197.631.1)26 55.511.11.3751.231.10.5(1.10.367))4.78mm5ql450.566.640.355mm 384EI3842.061902312G集q4.780.3555.14mm2q2）计算活载挠度计算过程如下（简图如图5.2）：用结构力学图乘法：

图2.5.2 梁A5B5活载挠度计算简图五层钢框架结构设计

Q111MMds(2.2(21.120.72pEI2.061902361 1.130.77)1.1(21.120.7221.6520.3361 20.3311.6520.72)2.2(21.119.93 满足要求。 61 33.121.1)1.1(219.931.120.331.6526 20.331.119.931.65))1.75mm Ql/50013.2mmTGQ5.141.756.89mmTl/40016.5mm，满足要求。

5.2 梁A1B1

(1) 截面特性梁A1B1截面特性同梁A5B5 (2) 控制内力

由内力组合表，强度验算由以下组合控制

M195.13kNmM193.50kNm N31.51kN N27.04kNV139.64kNV142.35kN(3) 强度验算

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

梁翼缘承受的正应力验算第一组内力：

NM27.04103195.13106197.21Nmm2f215Nmm2 23AnxWx71.41101.05960.810第一组内力：

NM31.51103193.5010622 196.22Nmmf215Nmm23AnxWx71.41101.05960.810满足要求。

梁腹板承受的剪力

VSx142.3510354377422，满足要求。 58.13Nmmf125NmmV4Ixtw190231071

五层钢框架结构设计

(4) 挠度验算方法同A5B5，梁在恒载和活载下的挠度分别为

5ql456.446.644.06mm

384EI3842.06190232q12G集q0.6224.064.68mm

Q1.75mmQl/50013.2mm，满足要求。

TGQ4.681.756.43mmTl/40016.5mm，满足要求。

5.3 梁B1C1、B5C5

梁B1C1、B5C5的截面与梁A1B1、A5B5的截面尺寸相同，跨度为4m较梁A1B1、A5B5

的跨度6.6m小多了，所承担荷载较梁A1B1、A5B5的荷载小，而梁A1B1、A5B5的强度、挠度均满足要求，所以梁B1C1、B5C5的强度和挠度不用验算。

5.3 次梁验算

次梁与主梁加劲肋采用铰接连接，按简支梁计算。 5.3.1 标准层次梁CL01验算

因为标准层次梁有CL01、CL02，它们的截面相同，但CL01上有卫生间隔墙，荷载较CL01大，所以选取CL01验算。

(1) 次梁截面特性

次梁截面为HN2981495.58，其截面特性为：A=40.800cm2，

Ix5911.00cm4,Iy442cm4,Wx396.70cm3

(2) 荷载标准值计算计算简图如图5.3：

五层钢框架结构设计

图5.3 次梁(CL01)恒载计算简图

12恒荷载标准值为:qGk5.88kNm,qGk3.382.20.327.76kN/m活荷载标准值为： qQk4.4kNm

G恒载跨中最大弯矩：Mmax,k14.9228.2943.21kNm恒载支座A处最大剪力：VGmax,k34.40kN

Q活载跨中最大弯矩：Mmax,k16.04kNm Q活载支座A处最大剪力：Vmax,k11.88kN

(3) 次梁CL01的控制内力（用荷载的基本组合）：跨中最大弯矩设计值：

GQ Mmax1.2Mmax,1.4Mkmax,k1.243.211.416.0474.30kNm

支座A最大剪力设计值：

GQ Vmax1.2Vmax,k1.4Vmax,k1.234.401.411.8857.91kN

(4) 强度验算翼缘承受的正应力验算

M74.3010622 178.38Nmmf215Nmm,满足要求。3xWx1.05396.7010腹板承受的剪应力验算2988(29828)2Sxbftftw14985.5227512.75mm32428VSx57.91103227512.7522=40.65Nmmf125Nmm,满足要求。v4Ixtw5911105.5 5.3.2 顶层次梁CL01

因为顶层屋面荷载较楼面大得多，截面和标准层次梁相同，所以要验算顶层的次梁。

(1) 次梁截面特性

次梁截面为HN2981495.58，其截面特性为：A=40.800cm2，

htf(h2tf)2Ix5911.00cm4,Iy442cm4,Wx396.70cm3

(2) 荷载标准值计算

五层钢框架结构设计

恒荷载标准值为:qGk5.622.20.3212.68kN/m活荷载标准值为： qQk4.4kNm1G恒载跨中最大弯矩：Mmax,12.685.4246.22kNmk8 G恒载支座A处最大剪力：Vmax,34.24kNk1Q活载跨中最大弯矩：Mmax,4.45.4216.04kNmk8Q活载支座A处最大剪力：Vmax,k11.88kN(3) 次梁CL2的控制内力（用荷载的基本组合）：跨中最大弯矩设计值：

GQ Mmax1.2Mmax,k1.4Mmax,k1.246.221.416.0477.92kNm

支座A最大剪力设计值：

GQ Vmax1.2Vmax,Vmax,k1.4k1.234.241.411.8857.72kN

(4) 强度验算翼缘承受的正应力验算

M77.9210622 187.07Nmmf215Nmm,满足要求。3xWx1.05396.7010腹板承受的剪应力验算 Sxbftfhtf2(h2tf)242988(29828)2tw14985.5227512.75mm328VSx57.72103227512.7522 =40.48Nmmf125Nmm,满足要求。v4Ixtw5911105.5(5) 挠度验算（荷载的标准组合）

5ql4512.685.44==11.53mm 由梁自重及楼板荷载引起的挠度：G=384EI3842.065911活载引起的挠度：

5ql454.45.44Q4.00mmQl/35015.43mm,满足要求。 384EI3842.065911恒、活引起的挠度：TGQ11.53415.53mmTl/25021.6mm

五层钢框架结构设计

满足要求。 6 组合楼盖设计

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

6.1 楼板设计

组合楼板板跨为2m,为三跨连续板。组合楼板在钢梁上的支承长度为75mm。选用Q235钢的YX-51-250-750开口型槽口压型钢板，其构件特性为：板厚t=0.8mm,一个波距宽度内截面面积As=256mm2,截面惯性矩Is39.45cm4/m,

Ws11.96cm3/m,形心到压型钢板板底的距离ht26.5mm,压型钢板自重

0.0908kN/m2,强度设计值205N/mm2。压型钢板顶面上混凝土厚hc79mm,采用C20混凝土，11.0,fc9.6N/mm2,ft1.1N/mm2,Ec25500N/mm2。钢筋采用I级钢HPB235,fy210N/mm2。组合板总高为130mm。施工阶段活载1.5N/mm2,使用阶段活载0N/mm2。组合楼板示意图如图6.1：

压型钢板上翼缘必须焊横向短钢筋来保证压型钢板与混凝土共同作用。圆柱头焊钉穿过压型钢板焊于钢梁上，对混凝土板和梁之间的叠合面抗剪起重要作用。在组合板中，圆柱头焊钉只作为压型钢板与混凝土叠合面之间抗剪能力储备，按构造取。本结构板跨为2m,选用M16焊钉。

6.1.1 荷载内力计算 (1) 施工阶段

恒载包括：钢筋和混凝土自重、压型钢板自重。

活载包括：施工荷载。恒载：

gk2.62kN/m2g1ggk1.22.623.14kN/m2

图2.6.1 组合楼板图

五层钢框架结构设计

活载：

qk1.5kN/m2q1qqk1.41.52.1kN/m2

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

跨中正弯矩

M10.08(g1q1)l020.08(3.142.1)2.222.03kNm

支座负弯矩

M10.1(g1q1)l020.1(3.142.1)2.222.54kNm

支座剪力

V10.6(g1q1)l00.6(3.142.1)2.26.92kN

(2) 使用阶段

恒载包括：混凝土板自重、楼面做法、吊顶自重、压型钢板自重。恒载：

gk3.38kN/m2g2ggk1.23.384.06kN/mqk2kN/m2q2qqk1.422.8kN/m22

活载：

使用阶段内力按塑性计算：压型钢板顶面上混凝土厚hc79mm100mm。以1m宽板条为计算单元：

跨中正弯矩：按简支单向板计算

112 M2(g2q2)ln(4.062.8)2.0523.60kNm

88支座负弯矩：按固端板计算

 M2112(g2q2)ln(4.062.8)2.0522.40kNm 1212支座剪力

V20.6(g2q2)ln0.6(4.062.8)2.058.44kN

取计算单元宽度为波距：b=250mm时的内力：正截面跨中弯矩：M3.60250/10000.9kNm 支座负弯矩： M2.4250/10000.6kNm

五层钢框架结构设计

支座剪力： V8.44250/10002.11kN 6.1.2 压型钢板验算（施工阶段）

Ws1Is39.4514.89cm3ht2.65

Is39.48Ws216.11cm3hsht2.45

抗弯验算

MuWs1f14.891032053.05kNmM12.54kNm，满足要求。

挠度验算

41pkl01(2.621.5)2.24101222008.48mmmin(,20)12.22mm140EsIs1402.0610539.45104180满足要求。

6.1.3 组合板验算（使用阶段） (1) 正截面抗弯验算

组合板的有效高度:h0hht517926.5103.5mm 正截面抗弯验算

Asf2562050.841.98kN1fcbhc1.09.60.825079151.68kN

由于Asf1fcbhc,因此组合板的塑性中和轴在混凝土中：

xAsf41.9821.87mm0.55h00.55103.556.93mm 1fcb1.09.60.8250取x21.87mm

x21.87Mu0.81fcbx(h0)0.81.00.89.621.87250(103.5)3.89kNm22M0.9kNm满足要求。

(2) 斜截面抗剪验算

Vu0.7ftbh00.71.1250103.519.92kNV2.11kN，满足要求。

(3) 支座负弯矩配筋计算

五层钢框架结构设计

h0hcas792554mm0.6106s0.086221fcbh01.09.625054M 1120.086s0.955226M0.610As55.40mm2sfyh00.95521054112s选用 8@125，As=100mm2>55.40mm2。

Asf100100%0.51%minmax(0.45t100%,0.2%)0.24% bhc25079fy(4) 挠度验算(荷载的标准组合)

根据变形相等的原则，将混凝土材料转化为等效的钢材。

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

x1b(AsAs22Ash0)b/EE

1250(25625622256103.5)33.93mm250/8.088.08组合截面惯性矩

I01b3xIsAs(h0x)23E125033.9339.86104256(103.533.93)21.74106mm438.08

荷载准永久组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合截面中和轴到板顶的距离

x1b(AsAs22Ash0)b/(2E)2E

1250(25625622256103.5)44.27mm250/(28.08)28.08截面惯性矩

五层钢框架结构设计

I0q1b3xIsAs(h0x)232E125044.2739.86104256(103.544.27)21.44106mm4328.08

荷载标准组合下挠度

1qkl41(3.382.0)2.0540.251012k0.47mm 56140EsI01402.06101.7410荷载准永久组合下的挠度

41qql1(3.380.42.0)2.0540.251012q0.44mm

140EsI0q1402.061051.44106容许挠度

ln20505.69mm 360360(5) 自振频率验算

仅考虑恒载作用时组合板的挠度

gk3.3812500.845kN/m100041gkln10.8452.05410120.36mm0.036cm56140EsI0q1402.06101.4410

自振频率

f1129.6Hz15Hz满足要求。

0.1780.1780.0366.2 屋面板设计

Ws11.96cm3/m,形心到压型钢板板底的距离ht26.5mm,压型钢板自重

0.0908kN/m2,强度设计值205N/mm2。压型钢板顶面上混凝土厚hc79mm,采用C25混凝土，11.0,fc11.9N/mm2,ft1.27N/mm2,Ec28000N/mm2。钢筋采用

五层钢框架结构设计

I级钢HPB235,fy210N/mm2。组合板总高为130mm。施工阶段活载1.5N/mm,

使用阶段活载0N/mm2。

6.1 荷载和内力计算 (1) 施工阶段

恒载包括：钢筋和混凝土自重、压型钢板自重。活载包括：施工荷载。恒载：

gk2.62kN/m2g1ggk1.22.623.14kN/mqk1.5kN/m2q1qqk1.41.52.1kN/m22

活载：

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

跨中正弯矩

M10.08(g1q1)l020.08(3.142.1)2.222.03kNm

支座负弯矩

M10.1(g1q1)l020.1(3.142.1)2.222.54kNm

支座剪力

V10.6(g1q1)l00.6(3.142.1)2.26.92kN

(2) 使用阶段

恒载包括：混凝土板自重、楼面做法、吊顶自重、压型钢板自重。恒载：

gk5.62kN/m2g2ggk1.25.626.74kN/m2qk2kN/m2q2qqk1.422.8kN/m2

活载： 1

五层钢框架结构设计

使用阶段内力按塑性计算：压型钢板顶面上混凝土厚hc79mm100mm。以1m宽板条为计算单元：

跨中正弯矩：按简支单向板计算

112 M2(g2q2)ln(6.742.8)2.0525.01kNm

88支座负弯矩：按固端板计算

 M2112(g2q2)ln(6.742.8)2.0523.34kNm 1212支座剪力

V20.6(g2q2)ln0.6(6.742.8)2.0511.73kN 取计算单元宽度为波距：b=250mm时的内力：

正截面跨中弯矩：M5.01250/10001.25kNm 支座负弯矩： M3.34250/10000.84kNm 支座剪力： V11.73250/10002.11kN 6.2 压型钢板验算（施工阶段）

Ws1Ws2Is39.4514.89cm3ht2.65Is39.4816.11cm3hsht2.45

抗弯验算

MuWs1f14.891032053.05kNmM12.54kNm，满足要求。

挠度验算

41pkl01(2.621.5)2.24101222008.48mmmin(,20)12.22mm140EsIs1402.0610539.45104180满足要求。

6.3 组合板验算（使用阶段） (1) 正截面抗弯验算

组合板的有效高度:h0hht517926.5103.5mm 正截面抗弯验算

五层钢框架结构设计

Asf2562050.841.98kN1fcbhc1.011.90.825079188.02kN

由于Asf1fcbhc,因此组合板的塑性中和轴在混凝土中：

xAsf41.9817.64mm0.55h00.55103.556.93mm 1fcb1.011.90.8250取x17.64mm

x17.64Mu0.81fcbx(h0)0.81.00.811.917.64250(103.5)3.97kNm22M1.25kNm满足要求。

(2) 斜截面抗剪验算

Vu0.7ftbh00.71.27250103.523kNV2.93kN，满足要求。

(4) 支座负弯矩配筋计算

h0hcas792554mm 0.84106s0.097221fcbh01.011.925054Ms112s1120.0860.94922 6M0.8410As78.1mm2sfyh00.94921054选用8@125，As=100mm2>55.40mm2。

Asf100100%0.51%minmax(0.45t100%,0.2%)0.24% bhc25079fy(4) 挠度验算(荷载的标准组合)

根据变形相等的原则，将混凝土材料转化为等效的钢材。

Es2.06105 E7.36 4Ec2.810荷载标准组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合板截面中和轴到板顶的距离

五层钢框架结构设计

x1b(AsAs22Ah)b/EEs0

1250(25625622256103.5)32.67mm250/7.367.36组合截面惯性矩

I01b3xIsAs(h0x)23E125032.6739.86104256(103.532.67)21.78106mm437.36

荷载准永久组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合截面中和轴到板顶的距离

x1b(AsAs22Ash0)b/(2E)2E

1250(25625622256103.5)42.78mm250/(27.36)27.36截面惯性矩

I0q1b3xIsAs(h0x)232E125042.7839.86104256(103.542.78)21.49106mm4327.36

荷载标准组合下挠度

1qkl41(5.622.0)2.0540.251012k0.66mm 56140EsI01402.06101.7810荷载准永久组合下的挠度

41qql1(5.620.42.0)2.0540.251012q0.66mm

140EsI0q1402.061051.49106容许挠度

ln20505.69mm 360360(5) 自振频率验算

仅考虑恒载作用时组合板的挠度

五层钢框架结构设计

gk5.6212501.405kN/m100041gkln11.4052.05410120.58mm0.058cm56140EsI0q1402.06101.4910

自振频率

f1123.3Hz15Hz满足要求。

0.1780.1780.0587 框架连接设计

框架连接设计包括主梁与柱、次梁与主梁的连接及柱脚设计。连接设计必须满足强度和刚度的要求，同时还需与计算简图一致。另外，还要尽量简化构造，方便施工。本设计中，主梁与柱为刚接方案，次梁与主梁为铰接连接，次梁通过主梁腹板加劲肋与主梁相连，为方便压型钢板铺设，次梁和主梁上表面齐平放置。框架的柱脚为双向刚接，本工程只有5层，又处于6度抗震设防区，侧向刚度要求不高，采用外露式平板柱脚。

7.1 主梁与柱的连接设计

主梁与柱采用刚接方案，由于抗震设防烈度为6度，栓焊连接方式完全能满足要求，且加工、安装方便，因此采用这种方式。采用《高层民用钢结构技术规程》（JGJ99）推荐的“精确设计法”，即腹板要承担全部剪力和按惯性矩比例分配的弯矩。由于翼缘采用对接焊缝连接为等强设计，翼缘焊缝不必计算。在计算腹板承担的弯矩时惯性矩为扣除焊缝通过孔后的截面（梁上、下翼缘焊缝通过孔的尺寸取相同）。

7.1.1 主梁A1B1与柱栓焊连接设计

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

M193.50kNm控制内力N31.51kN

V142.35kN(1) 计算指标

高强螺栓采用8.8级M20，连接为摩擦型，孔径d0=22mm,摩擦面做喷砂处理，

五层钢框架结构设计

摩擦面抗滑移系数0.45,螺栓预拉应力为P125kN；翼缘钢材

t11mm:f215N/mm2,fV125N/mm2,fy235N/mm2,fu375N/mm;2

腹板钢材t7mm:f215N/mm2,fv125N/mm2,fy235N/mm2;焊缝：焊条为E43系列，手工焊，对接焊缝fcwftw215N/mm2,角焊缝ffw160N/mm2;

(2) 螺栓布置及计算 1) 按螺栓布置要求:

螺栓至连接板端部b2d0 22244mm,取45mm，

c至少取tf2031mm(20mm为安装缝隙），取83mm;h1374mm;h2h832230mm;螺栓间距a3d032266mm,且a8d0176mm 图2.7.1 梁柱刚接计算图示

2) 判断是否需要双排螺栓翼缘的塑性截面模量：

Wpfbftf(htf)19911(39611)842765mm3

梁全截面塑性截面模量：

Wpbbftf(htf)twh12/48427657(39622)2/41087548mm3

Wpf842765mm30.7Wpb0.71087548761284mm3，梁腹板与柱的连接可采用单排。

3) 一个高强螺栓的抗剪承载力设计值

bNV0.9nfP0.910.4512550.63kN根据剪力确定螺栓数目

nV142.35/50.632.8，据设计经验，设每排螺栓2个，应设2排，共4个。bNV螺栓栓距a=70mm，线距a1=140mm。节点示意图如图7.1：

(3) 节点弹性设计计算

梁腹板净惯性矩（扣除焊蜂通过孔高上下各35mm）为：

五层钢框架结构设计

Iw0730431.64107mm4

12梁翼缘惯性矩为：

737431.60108mm4 IfI(Iw0Ib0)1902310124式中Ib0为焊缝通过孔惯性矩。则腹板分担的弯矩： Mw0Iw01.64107M193.5017.99kNm IfIw01.61081.64107单个螺栓承受的剪力为： N1VyV142.35/435.59kN n螺栓承受的扭矩为：

TMw0Ve17.99142.350.0954.47kNm

在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty14.4770103N12.77kN2222(xy)435470iiT1xN1Ty则

Tx14.4735106.39kN2222(xiyi)4354703

VT222bN1(N1Tx)2(N1yN1y)12.77(35.596.39)43.88kNNV50.63kN满足要求。

(4) 连接板厚度的确定及强度验算（采用单侧连接板） 1) 连接板厚度的确定：

连接板净截面与梁腹板净截面相等计算t：

ttw(h1nwd0)7(374222)12.42mm式中h1、h2分别为腹

h2nwd0230222板、连接板的高度；nw为单排螺栓数。根据螺栓间距最大要求确定连接板厚度t:

ta140/1211.67mm 121

根据支承板的宽度bs,求连接板的厚度t:

五层钢框架结构设计

tbs(15454570)/1511.67mm 15综合以上数值，并考虑腹板弯矩去连接板的厚度t=14mm,则

f215N/mm2,fv125N/mm2。

2) 验算连接板的强度：验算连接板的抗剪强度：螺栓连接处的连接板净截面面积：

An(h2nwd0)t(230222)142604mm2

V142.35103/260454.67N/mm2fv125N/mm2，满足要求。 An验算连接板在Mw0作用下的抗弯强度：螺栓连接处的连接板净截面模量（近似）：

32th2/122td（）142303/122142270200.5aWn97186.3mm3

h2/2230/2Mw0/Wn17.99106/97186.3185.11N/mm2f215N/mm2，

满足要求。

连接板在、作用下的折算应力：

折232185.112354.672193.01N/mm21.1f1.1215236.5N/mm2满足要求。

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

hmin1.5tmax1.5max(14,16)6mm

hmax1.2tmin1.2min(14,16)16.8mm

12焊脚尺寸hf取hf10mm。

2）焊缝强度验算（按弯剪计算） 1

五层钢框架结构设计



Mf6Mw0617.991062145.75N/mm22helw20.7102302Vhelw142.351044.21N/mm20.7104603

Vf

2V2(M(145.75/1.22)244.212127.39N/mm2ffW160N/mm2f/f)(f)满足要求。

(6) 节点域验算：

1）节点域的柱腹板厚度验算：

hbh梁2tf396211374mm hch柱2tcf344216312mmtw10mm(hbhc)/90(374312)/907.62mm

满足要求。

2）节点域的抗剪强度验算：

Mb1Mb2(193.5092.72)1064 86.37N/mm2fv4125/3166.67N/mm2VP374312103

满足要求,式中VP为节点域腹板体积(VP=hbhctw)。

7.1.2 主梁A5B5与柱栓焊连接设计

主梁A5B5左右截面最大控制内力相差不大，此梁的最大控制内力

M=-167.70KN,N=86.17KN,V=-121.91KN,与主梁A1B1的控制内力M=-193.50KN, N=-31.51,V=-1435KN相比较可得，梁A1B1的内力较A5B5的内力大(N不起控制作用)，且起控制作用的M、V相差很小（轴力N不予考虑）分析如下：

M193.5167.725.8kNm, V142.35121.9220.43kN综上，且考虑方便施工，主梁A5B5与柱的节点连接设计采用与主梁A1B1与柱连接设计相同的方案。此节点示意图如图7.2：

7.1.3 主梁B1C1与柱栓焊连接设计主梁B1C1与柱B0B1、柱C0C1的连接节点 1

五层钢框架结构设计

采用同一节点设计，因为主梁B1C1左右截面的控制内力相差不大，选取左截面的控制内力。

M92.72kNm控制内力N9.74kN

V60.98kN图2.7.2 梁柱刚接计算图示

(1) 计算指标

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

翼缘钢材

t11mm:f215N/mm2,fV125N/mm2,fy235N/mm2,fu375N/mm;2

腹板钢材t7mm:f215N/mm2,fv125N/mm2,fy235N/mm2; 焊缝：焊条为E43系列，手工焊，对接焊缝fcwftw215N/mm2, 角焊缝ffw160N/mm2;

(2) 螺栓布置及计算 1) 按螺栓布置要求:

螺栓至连接板端部b2d022244mm,取45mm，c至少取tf20 31mm(20mm为安装缝隙），取78mm;h1374mm;h2h782240mm;螺栓间距a3d032266mm,且a8d0176mm

2) 判断是否需要双排螺栓翼缘的塑性截面模量：

Wpfbftf(htf)19911(39611)842765mm3 梁全截面塑性截面模量：

Wpbbftf(htf)twh12/48427657(39622)2/41087548mm3

Wpf842765mm30.7Wpb0.71087548761284mm3，梁腹板与柱的连接可采用单排。

3) 一个高强螺栓的抗剪承载力设计值

bNV0.9nfP0.910.4512550.63kN 1

五层钢框架结构设计

根据剪力确定螺栓数目nV60.98/50.631.2，据设计经验，设螺栓3bNV个，单排。螺栓间距a=75mm<8d0=176mm,满足。节点示意图如图7.3：

图7.3 梁柱刚接计算图示

(3) 节点弹性设计计算

梁腹板净惯性矩（扣除焊蜂通过孔高上下各35mm）为： Iw0730431.64107mm4

12梁翼缘惯性矩为：

73743IfI(Iw0Ib0)19023101.60108mm4

124式中Ib0为焊缝通过孔惯性矩。则腹板分担的弯矩：

Mw0Iw01.64107M92.728.62kNm IfIw01.61081.64107单个螺栓承受的剪力为：

VN1yV60.98/320.33kN n螺栓承受的扭矩为：

TMw0Ve8.6260.980.0604.96kNm

在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

五层钢框架结构设计

Ty14.9675103N33.07kN222 275(xiyi)T1x则

V222b N1(N1Tx)2(N1y)33.0720.3338.82kNNV50.63kN满足要求。

(4) 连接板厚度的确定及强度验算（采用单侧连接板） 1) 连接板厚度的确定：

连接板净截面与梁腹板净截面相等计算t：

ttw(h1nwd0)7(374322)12.39mm式中h1、h2分别为腹

h2nwd0240322板、连接板的高度；nw为单排螺栓数。

根据螺栓间距最大要求确定连接板厚度t:

ta75/126.25mm 12bs(154545)/157mm 15根据支承板的宽度bs,求连接板的厚度t:

t综合以上数值，并考虑腹板弯矩去连接板的厚度t=14mm, 则f215N/mm2,fv125N/mm2。

2) 验算连接板的强度：验算连接板的抗剪强度：螺栓连接处的连接板净截面面积：

An(h2nwd0)t(240322)142436mm2

V60.98103/243625.03N/mm2fv125N/mm2，满足要求。 An验算连接板在Mw0作用下的抗弯强度：螺栓连接处的连接板净截面模量（近似）：

3th2/122td0a2142403/1221422752Wn105525mm3

h2/2240/2Mw0/Wn8.62106/10552581.69N/mm2f215N/mm2，满足要求。

五层钢框架结构设计

连接板在、作用下的折算应力：

折23281.692325.03292.48N/mm21.1f1.1215236.5N/mm2满足要求。

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

hmin1.5tmax1.5max(14,16)6mm

hmax1.2tmin1.2min(14,16)16.8mm

12焊脚尺寸hf取hf8mm。

2) 焊缝强度验算（按弯剪计算）

Mf6Mw068.6210680.17N/mm2222helw20.78240Vhelw60.981022.69N/mm20.784803

Vf2V2222(M/)()(80.17/1.22)22.6969.52N/mmffffWf160N/mm2

满足要求。

(6) 节点域验算：

hbh梁2tf396211374mmhch柱2tcf344216312mm1) 节点域的柱腹板厚度验算：

tw10mm(hbhc)/90(374312)/907.62mm

满足要求。

2) 节点域的抗剪强度验算：

Mb1Mb2(193.5092.72)106486.37N/mm2fv4125/3166.67N/mm2VP374312103满足要求，式中VP为节点域腹板体积(VP=hbhctw)。

7.1.4 主梁B5C5与柱栓焊连接设计

主梁B5C5与柱B4B5、柱C4C5的连接节点采用同一节点设计，因为主梁B1C1左右截面的控制内力相差不大，选取左截面的控制内力。

五层钢框架结构设计

M50.15kNm控制内力N20.25kN

V8.78kN(1) 计算指标

高强螺栓采用8.8级M16，连接为摩擦型，孔径d0=18mm,摩擦面做喷砂处理，摩擦面抗滑移系数0.45,螺栓预拉应力为P80kN；

翼缘钢材

t11mm:f215N/mm2,fV125N/mm2,fy235N/mm2,fu375N/mm;2

腹板钢材t7mm:f215N/mm2,fv125N/mm2,fy235N/mm2; 焊缝：焊条为E43系列，手工焊，对接焊缝fcwftw215N/mm2, 角焊缝ffw160N/mm2;

(2) 螺栓布置及计算 1) 按螺栓布置要求:

螺栓至连接板端部b2d021836mm,取40mm，c至少取tf2031mm (20mm为安装缝隙），取88mm;h1374mm;h2h832220mm;螺栓间

距a3d031854mm,且a8d0144mm2) 判断是否需要双排螺栓翼缘的塑性截面模量：

Wpfbftf(htf)19911(39611)842765mm3 梁全截面塑性截面模量：

Wpbbftf(htf)twh12/48427657(39622)2/41087548mm3

Wpf842765mm30.7Wpb0.71087548761284mm3，梁腹板与柱的连接可采用单排。

3) 一个高强螺栓的抗剪承载力设计值

bNV0.9nfP0.910.458032.40kN

根据剪力确定螺栓数目nV8.78/32.400.3，据设计经验，设螺栓2个。bNV1

五层钢框架结构设计

螺栓间距a=140mm<8d0=144mm,满足。节点示意图如图7.4：

图7.4 梁柱刚接计算图示

(3) 节点弹性设计计算

梁腹板净惯性矩（扣除焊蜂通过孔高上下各35mm）为： Iw0730431.64107mm4

12梁翼缘惯性矩为：

73743IfI(Iw0Ib0)19023101.60108mm4

124式中Ib0为焊缝通过孔惯性矩。则腹板分担的弯矩：

Mw0Iw01.64107M50.154.66kNm IfIw01.61081.64107单个螺栓承受的剪力为：

V N1yV8.78/24.39kN n螺栓承受的扭矩为：

TMw0Ve4.668.780.0554.18kNm

在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty14.1870103 N29.86kN 222270(xiyi)T1x1

五层钢框架结构设计

则

V2b N1(N1Tx)2（N1）29.8624.39230.18kNNV32.40kN，满足要求。y(4) 连接板厚度的确定及强度验算（采用单侧连接板） 1) 连接板厚度的确定：

连接板净截面与梁腹板净截面相等计算t：

ttw(h1nwd0)7(374218)12.86mm式中h1、h2分别为腹板、连接板

h2nwd0220218的高度；nw为单排螺栓数。

根据螺栓间距最大要求确定连接板厚度t:

ta140/1211.67mm 12bs(154040)/156.33mm 15根据支承板的宽度bs,求连接板的厚度t:

t综合以上数值，并考虑腹板弯矩去连接板的厚度t=14mm, 则f215N/mm2,fv125N/mm2。

2）验算连接板的强度：验算连接板的抗剪强度：螺栓连接处的连接板净截面面积：

An(h2nwd0)t(220218)142576mm2

V8.78103/25763.41N/mm2fv125N/mm2，满足要求。 An验算连接板在Mw0作用下的抗弯强度：螺栓连接处的连接板净截面模量（近似）：

32th2/122td（0.5a）142203/12214187020Wn90482.4mm3

h2/2220/2Mw0/Wn4.66106/90482.451.50N/mm2f215N/mm2，满足要求。连接板在、作用下的折算应力： 折23251.50233.41251.84N/mm21.1f1.1215236.5N/mm21

五层钢框架结构设计

满足要求。

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

hmin1.5tmax1.5max(14,16)6mm

hmax1.2tmin1.2min(14,16)16.8mm

12焊脚尺寸hf取hf8mm。

2) 焊缝强度验算（按弯剪计算）

Mf6Mw064.66106251.58N/mm22helw20.782202Vhelw8.78103.56N/mm20.784403

Vf2V2(M(51.58/1.22)23.56242.43N/mm2ffW160N/mm2f/f)(f)满足要求。

(6) 节点域验算：

1) 节点域的柱腹板厚度验算：

hbh梁2tf396211374mm hch柱2tcf344216312mmtw10mm(hbhc)/90(374312)/907.62mm

满足要求。

2) 节点域的抗剪强度验算：

Mb1Mb2(167.7050.15)1064100.74N/mm2fv4125/3166.67N/mm2VP374312103满足要求，式中VP为节点域腹板体积(VP=hbhctw)，167.7kNm为梁A5B5右截面的弯矩，即为Mb1。

7.2 次梁与主梁的连接设计

次梁与主梁的连接采用铰接，在计算连接螺栓或焊缝时，偏于安全的，除了考虑作用在次梁端部的剪力外，尚应考虑由于偏心产生的附加扭矩，但是在铰接设计中，剪力起绝对的控制作用。本工程的次梁选取的截面相同，按承受的荷载

五层钢框架结构设计

不同可分为3种，分别记为CL1、CL2、CL3。现将3种梁承受的剪力分析如下：

CL1:V1.220.9521.411.8841.77kNCL2大:V1.234.4021.411.8857.91kNCL2小:V1.226.8721.411.8848.88kN

CL3:V1.234.241.411.8857.72kN57.9141.77由上数据可知100%27.8%，所以可依据CL2大的剪力V=57.91KN

51.91来设计次梁与主梁的连接。

(1) 计算指标

设高强螺栓采用8.8级M16,承压型连接，孔径d0=17mm,

ftb400N/mm2,fvb250N/mm2,fcb470N/mm2; 次梁腹板tw5.5mm:f215N/mm2,fv125N/mm2;

焊缝：角焊缝，采用E43型焊条，手工焊，ffW160N/mm2； (2) 设计假定

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

(3) 螺栓布置、主梁加劲肋板厚度的确定及计算 1) 螺栓布置要求：按螺栓布置构造要求，安装缝隙f≥15mm,切角 b=25mm；螺栓至连接板端部

c2d021734mm,取45mm;

螺栓间距a3d031751mm, 且a8d0817136mm;设螺栓2个，单排。a=100mm≥51mm, 且≤136mm,满足要求。h1282mm;

图2.7.5 主、次梁铰接图示

h22c(n1)a245100190mm（其中h1为次梁腹板的高度，h2为次梁腹

板外伸部分高度），f取43mm。

五层钢框架结构设计

2) 加劲肋板厚度的确定：按构造要求：

(1997)0.56.4mm, 15tc8mma/12100/128.33mmtctw5.5mm,取8mmbs/15满足要求。

3）一个螺栓的抗剪承载力设计值：

NnvbVd2fVb43.1416162250110350.27kN

4Ncbdtfcb16847010360.16kN

bNcb50.27N/mm2。根据剪力确定螺栓数目n故NminV57.91/50.271.2，bNmin据设计经验，设螺栓2个,单排。螺栓间距3d0=51mm(4) 螺栓抗剪验算单个螺栓承受的剪力为：

VN1yV57.91/228.96kN n螺栓承受的扭矩为：

TVe57.910.06353.68kNm 在T作用下受力最大螺栓承受的剪力：

Ty13.6850103N36.8kN 222(xy)250iiT1x则

V2bN1(N1Tx)2（N1）36.8228.96246.83kNNmin50.27kN,满足要y求。

(5) 主梁加劲肋的连接焊缝设计按构造求hf:

hmin1.5tmax1.5max(7,8)4.2mm hmax1.2tmin1.2min(7,8)8.4mm 1

12五层钢框架结构设计

焊脚尺寸hf，取hf6mm。

焊缝强度验算（计算时偏于安全地只计算与腹板链接的竖向焊缝）：焊缝的计算长度：lwh2tf2b2hf39621122526312mm

Mf6M63.68106227N/mm22helw20.763122Vhelw57.911022.10N/mm20.766243

Vf2V2(M(27/1.22)222.10231.28N/mm2ffW160N/mm2 f/f)(f)满足要求。

（6）验算次梁腹板外伸处的强度

Antw(h2nd0)5.5(190217)858mm23twh2n5.51903232In(twd0twd0yi)(5.51735.5175000)

12121212 2671705mm4WnIn267170528123mm30.5h20.5190

322 V/An57.9110/85867.50N/mmfv125N/mmM/Wn3.68106/28123130.85N/mm2f215N/mm2折232130.852367.502175.47N/mm21.1f236.5N/mm2满足要求。

(7) 验算次梁腹板外伸板件的拉剪撕裂

据公式：

Vf(A)iii112cos2i

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

第i段破坏线与剪力轴线的夹角。

五层钢框架结构设计

20o,l2h2190mmi

112cosi2112120.5772Ailit(190217)5.5858mm

V57.91103116.97N/mm2f215N/mm2(iAi)0.577858满足要求。

7.3 柱脚设计

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

7.3.1 B柱柱脚设计 (1) 设计资料

钢柱为HW3443481016，柱翼缘与柱脚底板采用完全焊透的对接焊缝，腹板采用角焊缝与柱脚底板连接；柱脚落在混凝土强度等级C30的800×1000基础短柱上。计算示意图如图7.6：

五层钢框架结构设计

图7.6 刚接柱脚示意图

1) 柱脚底板处控制内力

M93.66kNm,N1074.32kN,V43.37kN;

2) 计算指标

锚栓采用Q235,fta140Nmm2;

底板厚度：据刚接柱脚构造要求，取tpb30mm，Q235,f205N/mm2,

Es2.06105N/mm2;

混凝土：采用C30级，轴心抗压强度设计值

fc14.3Nmm2,Ec3.0104Nmm2,混凝土强度影响系数c1.0。

柱与柱脚的连接角焊缝：焊条为E43型系列，手工焊，ffw160Nmm2。 (2) 柱脚底板尺寸的确定初定锚栓为4M24mm,

a(23.5)d48~84mm,取 a73mm,aa57mm

五层钢框架结构设计

ltbt2d48mm,取ltbt50mm

取F=16mm,加劲肋板厚tR16mm,支承加劲肋个数ns3个, 则c求。

取 l2b215mm 则

b2FnstR34821631667mm2.5d60mm满足要

2(ns1)2(31)l1altl2735015108mmb1aabtb2F5750151676mm

底板尺寸：

Lh2l12l23442108215590mmBb2b12b2348276215530mm

(3) 锚栓计算、底板下混凝土局部受压计算、底板下后浇层抗剪承载力计算

1) 锚栓受拉强度验算锚栓总有效面积：

Aea43.5314.12cm21412mm2

L/6590/698.33mm,L/6lt/3590/650/3115mm

eM/N93.66103/1074.3287.2mmL/698.33mm，则柱脚板底

全截面受压。

故

N6M1074.32103693.66106226.48Nmm BLBL5305905305902T0锚栓不受拉力作用，满足要求。

2) 混凝土局部受压计算

混凝土局部受压时的强度提高系数： lAbAlA基B基BL80012001.75 5305901

五层钢框架结构设计

则

Fl1.35clfc1.3511.7514.333.78N/mm26.48N/mmFl33.78N/mm22

满足要求。

3) 底板下后浇层抗剪承载力计算

Vfb0.4N0.41074.32429.73kN V43.37kNVfb429.73kN，满足要求。

(4) 柱脚底板厚度计算 1）板段弯矩

在底板的三边支承部分因为基础所受压应力最大，边界条件较不利,因此这部分板承受的弯矩最大。取q=6.48N/mm2。

b1l1108mm;a12c267134mm，b1/a1108/1340.81,查表，弯矩

系数 0.093，其板段弯矩

M3qa120.0936.48134210821Nmm。

2) 柱脚底板板厚度

tpb16M361082117.80mm， f205根据构造要求，柱脚底板厚度不应小于柱中较厚板件的厚度（tf16mm），且不宜小于30mm,故底板厚度确定为 tpb30mm。

(5) 柱与底板的连接焊缝计算 1) 柱腹板与底板焊脚尺寸按构造要求：

hfmin1.5tmax1.5308.22mm,hfmax1.2tmin1.21012mm,则取焊脚尺寸hf10mm

2) 柱腹板与底板焊缝有效截面积

Aef20.7hf(lf2hf)20.710(344216210)4088mm2

五层钢框架结构设计

3)柱腹板于底板的连接焊缝计算

N1074.32103N70.57Nmm22AfAef2348164088

M1

My193.6610(344216210)284.03NmmI325451046NM170.5784.03154.6Nmm2fffw1.22160Nmm2195.2Nmm2V43.37103V10.61Nmm2ffw160Nmm2Aef4088(NM12154.62)(V)2()(10.61)2127.16Nmm2ffw160Nmm2f1.22综上，柱腹板与底板的角焊缝满足要求。 (6) 支承加劲肋的计算 1) 加劲肋参数

加劲肋采用Q235钢，据构造要求hR300mm,l1108mm,d58mm,切角

e15mm，加劲肋厚度tR16mm;fv125Nmm2;

tanhR/l1300/1082.778,sin0.941,cos0.339(计算简图如图

7.7)

图7.7 支承加劲肋计算宽度bR

2）验算bR

五层钢框架结构设计

bRbR1bR2bR0l1sindsinecos1080.941580.941150.339151.12mm

235235bR/tR151.12/169.45181818,满足宽厚比要求。

fy2353) 支承加劲肋抗剪计算

aR2ctR26716150mm,lRl1108mm;VRaRlR1501086.48103104.98kN;1.5VR1.5104.98103R34.53Nmm2fv125Nmm2(hRe)tR28516满足要求，上式中1.5为剪力扩大系数。

4) 支承加劲肋焊缝强度计算

hfmin1.5tmax1.5166mm,hfmax1.2tmin1.21619.2mm,则取焊脚尺寸hf6mm

lwhRe2hf3001526273mm

VR104.98103f45.78Nmm2ffw160Nmm2,

2helw20.76273满足要求。

7.3.2 A柱柱脚设计

A柱柱脚底板内力设计值为M86.64kNm,N1069kN,V35.45kN,比较B柱柱脚底板内力设计值M93.66kNm,N1074.32kN,V43.37kN,可得A柱柱脚底板内力设计值均略小于B柱柱脚底板内力设计值,分析如下：

MBMA93.6686.64100%100%7.5%MB93.66NBNA1074.321069100%100%0.5% NB1074.32VBVA43.3735.45100%100%18%VB43.37所以A柱柱脚设计可与B柱柱脚设计采用同一柱脚。

五层钢框架结构设计

7.3.3 B柱柱脚设计方案二

下面对B柱柱脚设计采用另一种形式的外露式柱脚，即靴梁式平板柱脚，此设计假定柱脚全部弯矩有靴梁传递。

B柱脚底板处设计内力M93.66kNm,N1074.32kN,V43.37kN;混凝土为C20，考虑局部承压强度的提高后混凝土的抗压强度取fcc11N/mm2。所有板件均为Q235B，焊条为E43型，手工焊。为了提高柱脚的刚度，在外侧焊两根18a的短槽钢。计算简图如图7.8：

图7.8 靴梁柱脚计算简图

(1) 确定底板的尺寸

先确定底板的宽度B，因为有两个槽钢，每个槽钢的宽度查表可知为73mm，每侧底板悬出23mm，这样板宽B=223+273+348=540mm。

根据基础的最大受压应力确定底板的长度L，maxfcc1074.32103693.6610611得L420mm,取550mm。

540L540L2N6M， BLBL2先计算一下底板是否全截面受压

1074.32103693.66106max3.6173.4402 5405505405507.06N/mm2fcc11N/mm2min3.6173.4400.18N/mm2 1

五层钢框架结构设计

因此全截面受压，柱脚按构造取4根直径为24mm的锚栓。

(2) 确定底板厚度

在底板的三边支承部分因为基础所受压应力最大，边界条件较不利。因此这部分板所承受的弯矩最大。取q=7.06N/mm2。由b1103mm,a1348mm，查表得到弯矩系数0.026。

M3qa120.0267.06348222229.85Nmm

钢板的强度设计值取f205N/mm2，

钢板厚度t6M3/f622229.85/20525.5mm<30mm,据构造要求取t=30mm。

(3) 靴梁强度验算

靴梁的截面由两个槽钢18a和底板组成，先确定截面形心轴x的位置，

a54030(10015)89.74mm

5403022880截面的惯性矩

Ix217801042288089.74254030(1003089.7415)29.232410mm74

靴梁承受的剪力偏于安全的取

V7.06540103392.68kN 靴梁承受的弯矩偏于安全地取

MVb1392.680.051520.22kNm 2靴梁的最大弯曲应力发生在截面上边缘

20.22106(10089.74)41.56N/mm2f215N/mm2 79.232410(4) 焊缝计算

计算肢件与靴梁的连接焊缝，肢件承受的最大压力：

N1N/2M/h1074.32/293.66103/344809.43kN

竖向焊缝的总长度为lf420020720mm

五层钢框架结构设计

N1809.43103连接焊缝所需焊脚尺寸为hf取hf=11mm。 10.04mm，w0.7lfff0.7720160剪力由槽钢与底板水平连接焊缝承受，按构造要求取焊脚尺寸为10mm,由于该焊缝很长，应力很小，不必计算。

(5) 柱底剪力

柱底剪力由底板与混凝土之间的摩擦力承受，摩擦系数可取0.4，因V=43.37kN<0.4×1074.32=429.73kN,满足要求，故不必设抗剪键。

综合B柱柱脚设计的两种方案，并结合毕业实习时所见的实际工程，本工程柱脚设计选择方案一，采用外露式平板柱脚。 8 基础设计

8.1 A柱基础设计 8.1.1 基础梁设计

基础梁主要承受其上部1900mm高的混凝土砌块的重量，墙厚200mm，采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，其容重为5.5kN/m3, 基础梁尺寸初选为b×h=250mm×300mm,基础梁钢筋采用Ⅱ级筋HRB335(fy=300N/mm2)，混凝土等级采用C30(fc=14.3N/mm,ft=1.43 N/mm)。

砌体传给基础的荷载：

Gq1.90.25.52.09kN/m

基础梁自重：

G自重250.250.31.875kN/m

则GGqG自重2.091.8753.965kN/m 基础梁计算简图（视为简支梁）：

图8.1 基础梁计算简图

11Mmaxql23.9655.4214.45kNm

88基础梁的保护层厚度as35mm,有效高度h0has265mm。

五层钢框架结构设计

计算基础梁的配筋： (1) 正截面抗弯配筋计算

M14.45106s0.058 221fcbh01.014.3250265 112s1120.0580.06b0.550（满足）

1120.0580.97022 6M14.4510As187.4mm2fysh03000.970265s112s选用310,As236mm2。

As236100%0.31%bh2503000.45ftminmax(0.2%,%)max(0.2%,0.21%)0.21%

fy0.31%min0.21%满足要求。

(2) 斜截面抗剪配箍计算剪力设计值

1Vmaxql0.53.9655.410.71kN

2验算截面尺寸

hwh0265mm,hw2651.064，属于厚腹梁，混凝土强度等级C30， b250fcu,k30N/mm250N/mm2,故c1.0。

则 0.25cfcbh00.2514.3250265236844NVmax10710N，故截面符合要求。

验算是否需要计算配置箍筋

0.7ftbh00.71.4325026566316NVmax10710N，故可不进行斜截面受剪

承载力计算，但应按构造配置箍筋。箍筋钢筋选用Ⅰ级筋HPB235, 8@200。 8.1.2 柱下独立基础设计（采用阶梯形柔性基础）

五层钢框架结构设计

基础顶部尺寸为1000×800mm,总高h=1100mm;垫层混凝土采用C15,厚度取100mm;基础混凝土等级采用C30,钢筋采用Ⅱ级筋HRB335，保护层厚度s40mm，基础有效高度h0=1060mm,基础埋深d=1.65m,基础底面处的地基承载力特征值fak=220kpa。

(1) 荷载计算

1) 由柱传至基础顶面的荷载（按标准组合取） Mk,max=64.47kN·m,Nk=860.81kN,Vk=-26.93kN; 2) 由基础梁传至基础顶面的荷载

G=3.965×5.4=21.41kN

G相对于基础底面中心的偏心矩e0.272m，相应的偏心弯矩标准值为： Ge21.410.2725.82kNm

3) 作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值分别为 MbotMk,maxVkhGe64.4726.931.15.8299.91kNm NNkG860.8121.41882.22kN

(2) 基底尺寸的确定 1) 求修正后的地基承载力fa:

基底位于全风化角砾岩上，查表可得，b3.0,d4.4

fafakb(b3)dm(d0.5)2204.420(1.650.5)321.2kpa1.1fak1.1220242kpa,取fa321.2kpa2) 初步确定基底尺寸

A(1.1~1.4)Fk882.22(1.1~1.4)3.38~4.29m2，

faGd321.2201.65

取

l1.5，由Abl1.5b23.384.29m2，解得b=1.6m,l=4m，A=3.84m。 b(3) 验算荷载偏心矩

e0MkMbot99.91l0.10m0.4m

FkGKNGAd882.22203.841.656满足要求。

(4) 验算基底边缘最大压力

五层钢框架结构设计

NbotMbotNM882.2299.91Gdbot201.65AWAW3.841.62.42/6229.743365.05327.79kN/m21.2fa385.44kN/m2 pk,maxpk,min229.743365.05197.69kN/m20pm229.7433262.74kN/m2fa321.2kN/m2满足要求。查《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002,表3.0.2得本建筑为可不作地基变形计算的丙级建筑物，最后确定基底尺寸为lb1.7m2.6m。

(5) 确定基础高度（荷载效应的基本组合）

根据构造要求，初步确定基础的剖面尺寸如图8.2，由于两变阶处的破坏锥体均落在柱脚底板边的破坏锥体之内，但因为柱脚底板边的破坏锥体的底面在l和b方向均落在基础地面以外，所以只需进行两个变阶处的抗冲切力验算。验算混凝土的抗冲切强度和确定配筋时应用荷载效应的基本组合。

图8.2 基础抗冲切验算计算简图

1) 计算按荷载效应的基本组合确定的基底弯矩和相应基顶的轴向力设计值为：

Ms,bot93.6235.451.1132.62kNmNs1094.70kN2) 求最大地基净反力：

五层钢框架结构设计

ps,maxps,minNsMs,bot1094.70132.62371.42kN/m22 AW3.841.62.4/6198.74kN/m20故pjps,max371.42kN/m2 3) 基础变阶处抗冲切验算： a.第一变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at0.8m,ab0.820.662.12mb1.6m,取abb1.6m故A(1.20.50.66)1.60.064m2

FlpjA371.420.06423.77kN

抗冲切力计算

查表，有线性内插法得hp0.98

am(atab)/2(0.81.6)/21.2mFl0.7hpftamh00.70.981.431200660776.94kNFl25.25kN满足要求。

b.第二变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at1.2m,ab1.220.311.82mb1.6m,取abb1.6m故A(1.20.850.31)1.60.064m2

FlpjA371.420.06423.77kN

抗冲切力计算

查表，有线性内插法得hp1.0

am(atab)/2(1.21.6)/21.4mFl0.7hpftamh00.711.431400310434.43kNFl25.25kN满足要求。

(6) 基底配筋计算（荷载效应的基本组合） 1) 长边方向配筋计算：

长边方向台阶的宽高比为1小于5，且偏心矩e=0.1m小于l/6=0.43m。则可

五层钢框架结构设计

用下列公式：

相应于柱脚底板边及变阶处的净反力：

1094.70132.620.295306.30kN/m2 3.841.5361.21094.70132.620.5ps,Ⅱ320.43kN/m2

3.841.5361.21094.70132.620.85ps,Ⅲ345.18kN/m2

3.841.5361.2ps,则

MIh1(ps,maxps,)(lhc)2(2bbc)G(ec)4821(371.42306.30)(2.40.59)2(21.60.53)21.41(0.2720.295)173.03kNm48MI173.03106As,I604.58mm2

0.9fyh0I0.93001060MAs,II1(371.42320.43)(2.41)2(21.60.8)21.410.228117.88kNm48MII117.88106661.52mm20.9fyh0II0.93006601(371.42345.18)(2.41.7)2(21.61.2)21.410.57848 44.56kNm

MIIIAs,IIIMIII44.56106532.40mm20.9fyh0III0.9300310选用910（10@200）,As=707mm2>661.52 mm2,满足计算和构造要求。

2）短边方向配筋计算：

短边方向台阶的宽高比为0.57小于5，且为轴心受压，承受均布的地基净反力。则可用下列公式：

psm则

1094.70285.08kN/m2 3.84Msm,I11psm(bbc)2(2lhc)285.08(1.60.53)2(22.40.59)73.30kNm24241

五层钢框架结构设计

Asm,I73.30106258.55mm20.9fy(h0Id)0.930010501285.08(1.60.8)2(22.41)44.10kNm24Msm,II44.10106 251.28mm20.9fy(h0IId)0.93006501285.08(1.61.2)2(22.41.7)12.35kNm24Msm,III12.35106152.47mm20.9fy(h0IIId)0.9300300Msm,IMsm,IIAsm,IIMsm,IIIAsm,III按构造配筋，选用1310（10@200），As=1020.5mm2>258.55mm2,满足要求。

8.2 B柱基础设计

基础顶部尺寸为1000×800mm,总高h=1100mm;垫层混凝土采用C15,厚度取80mm;基础混凝土等级采用C30,钢筋采用Ⅱ级筋HRB335，保护层厚度s40mm，基础有效高度h0=1060mm,基础埋深d=1.65m,基础底面处的地基承载力特征值fak=220kpa。

(1) 荷载计算

1) 由柱传至基础顶面的荷载（按标准组合取） Mk,max=69.04kN·m,Nk=881.88kN,Vk=351kN; 2) 由基础梁传至基础顶面的荷载

G=3.965×5.4=21.41kN

G相对于基础底面中心的偏心矩e0.272m，相应的偏心弯矩标准值为： Ge21.410.2725.82kNm

3) 作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值分别为 MbotMk,maxVkh69.0432.511.1104.80kNm NNk881.88kN

(2) 基底尺寸的确定 1) 求修正后的地基承载力fa:

基底位于全风化角砾岩上，查表可得，b3.0,d4.4

五层钢框架结构设计

fafakb(b3)dm(d0.5)2204.420(1.650.5)321.2kpa1.1fak1.1220242kpa,取fa321.2kpa2) 初步确定基底尺寸 A(1.1~1.4)取

Fk881.88(1.1~1.4)3.36~4.28m2，

faGd321.2201.65

l1.5，由Abl1.5b23.384.29m2，解得b=1.6m,l=4m，A=3.84m。 b(3) 验算荷载偏心矩

e0MkMbot104.80l0.10m0.4m

FkGKNGAd881.88203.841.656满足要求。

(4) 验算基底边缘最大压力

NbotMbotNM881.88104.80Gdbot201.65AWAW3.841.62.42/622229.663368.23330.89kN/m1.2f385.44kN/ma

pk,maxpk,min229.663368.23194.43kN/m20pm229.6633262.66kN/m2fa321.2kN/m2满足要求。查《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002,表3.0.2得本建筑为可不作地基变形计算的丙级建筑物，最后确定基底尺寸为lb1.7m2.6m。

(5) 确定基础高度（荷载效应基本组合）

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

1) 计算按荷载效应的基本组合确定的基底弯矩和相应基顶的轴向力设计值为：

Ms,bot93.6643.371.1141.37kNmNs1074.32kN2) 求最大地基净反力：

NsMs,bot1074.32141.37ps,max371.81kN/m22 AW3.841.62.4/6ps,min187.73kN/m201

五层钢框架结构设计

故pjps,max371.81kN/m2 3) 基础变阶处抗冲切验算： a.第一变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at0.8m,ab0.820.662.12mb1.6m,取abb1.6m故A(1.20.50.66)1.60.064m2

FlpjA371.810.06423.80kN

抗冲切力计算

查表，有线性内插法得hp0.98

am(atab)/2(0.81.6)/21.2mFl0.7hpftamh00.70.981.431200660776.94kNFl25.25kN满足要求。

b.第二变阶处抗冲切验算：荷载作用下的冲切力计算

at1.2m,ab1.220.311.82mb1.6m,取abb1.6m故A(1.20.850.31)1.60.064m2

FlpjA371.810.06423.80kN

抗冲切力计算

查表，有线性内插法得hp1.0

am(atab)/2(1.21.6)/21.4mFl0.7hpftamh00.711.431400310434.43kNFl25.25kN满足要求。

(6) 基底配筋计算（荷载效应基本组合） 1) 长边方向配筋计算：

长边方向台阶的宽高比为1小于5，且偏心矩e=0.1m小于l/6=0.43m。则可用下列公式：

相应于柱脚底板边及变阶处的净反力： 1

五层钢框架结构设计

1074.32141.370.295302.40kN/m2 3.841.5361.21074.32141.370.5ps,Ⅱ318.12kN/m2

3.841.5361.21074.32141.370.85ps,Ⅲ344.96kN/m2

3.841.5361.2ps,MIh1(ps,maxps,)(lhc)2(2bbc)G(ec)482则

1(371.81302.4)(2.40.59)2(21.60.53)171.64kNm48MI171.64106As,I599.72mm2

0.9fyh0I0.93001060MAs,II1(371.81318.12)(2.41)2(21.60.8)112.69kNm48

MII112.69106632.38mm20.9fyh0II0.93006601(371.81344.96)(2.41.7)2(21.61.2)32.19kNm48

MIII32.19106384.65mm20.9fyh0III0.9300310MIIIAs,III选用910（10@200）,As=707mm2>6338 mm2,满足计算和构造要求。

2）短边方向配筋计算：

短边方向台阶的宽高比为0.57小于5，且为轴心受压，承受均布的地基净反力。则可用下列公式：

psm则

1074.32279.77kN/m2 3.84Msm,IAsm,I11psm(bbc)2(2lhc)279.77(1.60.53)2(22.40.59)71.94kNm2424Msm,I71.94106253.74mm20.9fy(h0Id)0.930010501279.77(1.60.8)2(22.41)43.27kNm24

Msm,IIAsm,II43.27106246.56mm2 0.9fy(h0IId)0.93006501

Msm,II五层钢框架结构设计

Msm,III1279.77(1.61.2)2(22.41.7)12.12kNm 24Asm,IIIMsm,III0.9fy(h0III12.12106149.67mm2 d)0.9300300按构造配筋，选用1310（10@200），As=1020.5mm2>253.74mm2,满足要求。

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