1、鋼結構單層廠房結構計算書、設計資料南昌市某加工廠一廠房，該廠房為單層，采用單跨雙坡門式剛架，剛架跨度18m, 柱高6m；共有12根剛架，柱距6m,屋面坡度1:10;地震設防列度為6度，設計地 震分組為第一組，設計基本地震加速度值 0.05g。剛架平面布置見圖1(a),剛架形式 及幾何尺寸見圖1(b)。屋面及墻面板均為彩色壓型鋼板，內填充以保溫玻璃棉板，詳 細做法見建筑專業設計文件；考慮經濟、制造和安裝方便，楝條和墻梁均采用冷彎薄 壁卷邊C型鋼，間距為1.5m,鋼材采用Q235鋼，焊條采用E43型。BIIB'IiII*TI01IIri aULt1 J11t5II r-IIII n二口.1

2、12圖1(a).剛架平面布置圖圖1(b).剛架形式及幾何尺寸二、荷載計算（一）荷載取值計算1 .屋蓋永久荷載標準值（對水平投影面） 一2YX51-380-760型彩色壓型鋼板0.15KN/m50mm厚保溫玻璃棉板0.05KN/m2PVC鋁箔及不銹鋼絲網0.02KN/m2楝條及支撐0.10KN/m2剛架斜梁自重0.15KN/m2懸掛設備0.20KN/m2合計0.67KN/m22 .屋面可變荷載標準值屋面活荷載：按不上人屋面考慮，取為 0.50 KN/m2。雪荷載：基本雪壓S0=0.45 KN/m2。對于單跨雙坡屋面，屋面坡角a =5° 42' 38 ,仙尸1.0,雪荷載標準值

3、Sk= rS0=0.45 KN/m2。取屋面活荷載與雪荷載中的較大值 0.50 KN/m2,不考慮積灰荷載。3 .輕質墻面及柱自重標準值（包括柱、墻骨架等） 0.50 KN/m24 .風荷載標準值按門式剛架輕型房屋鋼結構技術規程CECS102: 2002附錄A的規定計算。基本風壓0=1.053 0.45 KN/m2,地面粗糙度類別為B類；風荷載高度變化系數 按建筑結構荷載規范（GB50009-2001）的規定采用，當高度小于10m時，按10m 高度處的數值采用，nz=1.0。風荷載體型系數ns：迎風面柱及屋面分別為+ 0.25和 1.0,背風面柱及屋面分別為+ 0.55和一0.65（CECS1

4、02: 2002中間區）。5 .地震作用據全國民用建筑工程設計技術措施一結構 中第18.8.1條建議：單層門式剛架 輕型房屋鋼結構一般在抗震設防烈度小于等于 7度的地區可不進行抗震計算。故本工 程結構設計不考慮地震作用。（二）各部分作用的荷載標準值計算屋面：恒荷載標準值：0.673 6=4.02KN/m活荷載標準值：0.503 6=3.00KN/m柱荷載：恒荷載標準值：0.53 63 6+4.023 9=54.18KN活荷載標準值：3.003 9=27.00KN風荷載標準值：迎風面：柱上 qwi=0.473 63 0.25=0.71KN/m橫梁上 qw2=-0.473 63 1.0= 2.82

5、KN/m背風面：柱上 qw3=-0.473 63 0.55=1.55KN/m橫梁上 qw4=-0.473 63 0.65=- 1.83KN/m三、內力分析考慮本工程剛架跨度較小、廠房高度較低、荷載情況及剛架加工制造方便，剛架 采用等截面，梁柱選用相同截面。柱腳按較接支承設計。采用彈性分析方法確定剛架 內力。引用鋼結構設計與計算（包頭鋼鐵設計研究院編著，機械工業出版社）中 表2 29 （錢接柱腳門式剛架計算公式）計算剛架內力。1 .在恒荷載作用下入=l/h=18/6=3巾=f/h=0.9/6=0.15k=h/s=6/9.0449=0.6634= =3+k+ 巾(3+巾)=3+0.6634+0.1

6、5 (3+0.15)=4.13598 5彳4 口8 5 0.154 4.1359=0.5289HA=HE=ql 入（D/8=4.02 W>3X0.5289/8=14.35KNMc=ql21 （1+巾）/8=4.02x1821 （1+0.15） 0>5289=63.78KN2 mMb=Md = ql2/8= 4.02 182>0.5289/8=- 86.11KN2 m剛架在恒荷載作用下的內力如圖。內力計算的“ 十、一”號規定：彎矩圖以剛架外側受拉為正，在彎矩圖中畫在受 拉側；軸力以桿件受壓為正，剪力以繞桿端順時針方向旋轉為正。g=4.02KNm-86.11KN m-86.11K

7、N mJB6.18KN14.35KN63.78KN mD36.18KN)18.00KN A18.00KN E -14.35KN54.18KN18000圖2.剛架在恒荷載作用下的MS54.18KN1.43KN14.35KN2 .在活荷載作用下Va=Ve=27.00KNHa=He=3.00 A8M>O.5289/8=10.71KNMc=3.00 X821 -(1+0.15) O5289/8=47.60KN2 mMb=Md = 3.00 X82>0.5289/8=64.26KN2 m 剛架在活荷載作用下的內力如圖。q=3.00KN/m27.00KN27.00KN1.07KN10.71KN

8、圖7.剛架在活荷載作用下的V03 .在風荷載作用下對于作用于屋面的風荷載可分解為水平方向的分力qx和豎向的分力qyo現分別計算，然后再疊加。(1)在迎風面橫梁上風荷載豎向分力qw2y作用下1 .1；：,=(8 5 ) =(8 5 0.15) = 0.13221616 4.1359Ve2qa2l 22.82 92 18= 6.35KNVa=2.82 96.35=19.03KNHA=HE=ql 入（D/4=2.82 W>3X0.1322/4=5.03KNMb=Md=5.03 6=30.18KN2 mMc= ql2a2 （1+巾）/4=2.82 18240.521.15 8.1322/4=22

9、.38KN2 m剛架在qw2y作用下的內力如圖22.38KN m5.03KN6.35KN(2)在背風面橫梁上風荷載豎向分力qw4y作用下Ve2 qa21 21.83 922 18-4.12KNVa=1.83 94.12=12.35KNHA=HE=q1 入/4=1.83 W>3X0.1322/4=3.27KNMb=Md=3.27 6=19.62KN2 mMc= ql2a2 （1+巾）/4=1.83 18240.521.15 8.1322/4=14.52KN2 m 剛架在qw4y作用下的內力如圖。qw4y=1.83KN/m14.52KN m(3)在迎風面柱上風荷載qwi作用下a =1 ,12

10、12：，=一6(2 + ! +K) -K: 2 =6 (2 0.15 0.6634) -0.6634 12 = 0.980344 4.1359Va = _Vb=qh，/2L= 0.71 62/(2 18)=0.71KNqh ：0.71 6 1(2 -q')=221(2 - 0.9803) - -3.22KNHe=0.71 63.22=1.04KN,22 qh工 一 一M B(2 - ：/)=4-20.71 612(2 -0.9803) = 6.52KN mMd=1.04 E=6.24KN2 m,2qh 一1-(1,):'_20.71 611 -(1 0.15) 0.9803)

11、-0.81KN剛架在qw1作用下的內力如圖(4)在背風面柱上風荷載qw3作用下Va = Vb=qh12/2L= 1.55 62/(2 18)=1.55KNqh <: .1.55 6 11He q (2-一小)=(20.9803) 7.02 KN2 222Ha=1.55 67.02=2.28KNMd=7.02 61.55 62/2=14.22KN2 mM b=2.28 E=13.68KN2 mMc,2 2qh 二1-(1 1)中=,一 一 2.21.55 611 -(1 0.15) 0.9803) = -1.78KN m剛架在qw3作用下的內力如圖。(5)在迎風面橫梁上風荷載水平分力qw2

12、x作用下0.158 4.1359(4 3 1 0.15) = 0.02022.82 0.92 18(2 6 0.9) = 0.91KNHa=2.82 0.9(1+0.0202)/2=1.29KNHe=2.82 8.9 1.29=1.25KNMcC2.82 0.9 60.15 0.5 -1.15 0.0202 =0.39KN mMb=1.29 E=7.74KN2 mMd=1.25 6=7.50KN2 m剛架在qw2x作用下的內力如圖。qw2x=2.82KN/m7.74KN mC(6)在背風面橫梁上風荷載水平分力qw4x作用下1.83 0.9Va =Ve = 一一 - (2 6 0.9) - -0

13、.59KN 2 18Ha=1.83 O.9(1+0.0202)/2=0.84KNHe=1.83 8.9 0.84=0.81KN1.83 0.9 6MC =0.15 0.5 -1.15 0.0202 =0.26KN m2Mb=0.81 E=4.86KN2 mMd=0.84 6=5.04KN2 m剛架在qw4x作用下的內力如圖。qw4x=1.83KN/mC5.04KN m0.59KN0.59KN(7)用疊加繪制在風荷載作用下剛架的組合內力qw2y=2.82KNmqw4y=1.83KN/m38.84KN mqw2x=2.82KNmqw4x=1.83KN/mqw2y=2.82KN/m左風qw4y=1.

14、83KNm1 1 1 I I I I 1 I I38.84KN m0.86KN60.65KN9.95KN圖17.剛架在左風向風荷載q w作用下的V四、內力組合剛架結構構件按承載能力極限狀態設計，根據建筑結構荷載規范(GB50009 2001)的規定，采用荷載效應的基本組合：YoS& Ro本工程結構構件安全等級為二 級，Y 0=1.0o對于基本組合，荷載效應組合的設計值S從下列組合值中取最不利值確定：A . 1.2箱荷載標準值計算的荷載效應+1.4祜荷載標準值計算的荷載效應B. 1.0粗荷載標準值計算的荷載效應+1.4煙荷載標準值計算的荷載效應C. 1.2粗荷載標準值計算的荷載效應+1.

15、4祜荷載標準值計算的荷載效應+0.6 X.4 :M荷載標準值計算的荷載效應D. 1.2擔荷載標準值計算的荷載效應+1.4煙荷載標準值計算的荷載效應+0.7 X.4活荷載標準值計算的荷載效應E. 1.35相荷載標準值計算的荷載效應+0.7漢.4活荷載標準值計算的荷載效應本工程不進行抗震驗算。最不利內力組合的計算控制截面取柱底、柱頂、梁端及梁跨中截面，對于剛架梁，截面可能的最不利內力組合有：梁端截面：(1)Mmax及相應的N、V；(2)Mmin及相應的N、V梁跨中截面：(1)Mmax及相應的N、V； (2)Mmin及相應的N、V對于剛架柱，截面可能的最不利內力組合有：(1)Mmax及相應的N、V；

16、(2)Mmin及相應的N、V(3)N max及相應的± Mmax、V j(4)N min及相應的土 M max、V內力組合見表1。剛架內力組合表（以左半跨為例）表1截面內力組組合項目福裁組合 方式向載組合項目M (KN2 m)N (KN)V (KN)剛架柱柱頂（B點）Mmax及相應的N、VA1.2相+1.4舌193.3081.22-32.21 (一)Mmin及相應的N、VB1.0 相+1.4 >M 7.891.05 1.67 (一)Nmax及相應的± Mmax、VA1.2相+1.4舌193.3081.22-32.21 (一)Nmin及相應的± Mmax、VB

17、1.0 相+1.4 >M-7.891.05-1.67 (一)柱底（A點）Mmax及相應的N、VMmin及相應的N、VNmax及相應的± Mmax、VA1.2相+1.4舌0102.82-32.21 (一)Nmin及相應的± Mmax、VB1.0 相+1.4 >M019.054.30 (一)剛架梁支座（B點）Mmax及相應的N、VA1.2相+1.4舌193.3039.8977.60 ( T )M mini及相應的N、VB1.0 相+1.4 >M-7.891.570.89 ( T )跨中（C點）Mmax及相應的N、VB1.0 相+1.4 >M-9.40 2

18、.030.60 ( J )Mmin及相應的N、VA1.2相+1.4舌-143.1831.81-3.21 ( T )注：內力計算的“ 十、一”號規定：彎矩圖以剛架外側受拉為正，軸力以桿件受壓為正，剪力以繞桿端順時針方向旋轉為正。五、剛架設計(一)截面設計參考類似工程及相關資料，梁柱截面均選用焊接工字鋼450X200X8X12,截面特性：2B=200mm, H=450mm, tw=8.0mm, tf=12.0mm, A=82.1cmIx=28181cm4, Wx=1252cm3, ix=18.53cmIy=1602cm4, Wx=160.2cm3, ix=4.42cm(二)構件驗算1 .構件寬厚比

19、的驗算翼緣部分： b/t =96/12 =8 ： 15 235/f y =15腹板部分：h0/tw =426/8 =53.25 < 250 235/f y =2502 .剛架梁的驗算(1)抗剪驗算梁截面的最大剪力為Vmax=77.60KN考慮僅有支座加勁肋，% = ho / j235 = 0.562 < 0.841 5.34_2fv=125N/mmVu=hwtwfv=426 >8 M25=426000N=426.0KNVmax=77.60KN<Vu,滿足要求。(2)彎、剪、壓共同作用下的驗算取梁端截面進行驗算N=39.89KN , V=77.60KN , M=193.3

20、0KN2 N因 V<0.5Vu,取 V=0.5Vu,按規范 GB70017 式 4.4.1-1 驗算，h12. NMf =(Af1 廣 Af2h2)(fh2A_ 一221939890= (200 12 200 12 219)(215)2198210=220.90KN2 m>M=193.30KN 2 m,取 M=M fV 9 M -M f故(1)2 +-=0<1,滿足要求。0.5VUM eu - M f(3)整體穩定驗算N=39.89KN , M=193.30KN2 mA.梁平面內的整體穩定性驗算。計算長度取橫梁長度lx=18090mm,入 x=lx/ix=18090/185.

21、3=97.63<入=150, b 類截面,查表得 30.570N EX0二2EAe0一 21 .1 ,23二 206 108210_21.1 97.632= 1592.0KNB mx=1.0N x Ae0：mxMxNWe1(1 - x) NEX0398900.570 82101.0 193.30 106339.891252 103 (1 - 0.570- )1592=165.15N/mm2<f=215 N/mm2,滿足要求。B.橫梁平面外的整體穩定驗算考慮屋面壓型鋼板與楝條緊密連接，有蒙皮作用，楝條可作為橫梁平面外的支承點，但為安全起見，計算長度按兩個楝距或隅撐間距考慮，即ly=3

22、015mm。對于等截面構件丫=0, (is=(iw = 1入 y=/sl/iy0=3015/44.2=68.2, b 類截面,查表得 巾 y=0.7621-by4320 8210 426X X68.22 1252 103(68.2 12)2: 4.4 426= 1.133 0.6取巾 b'=1.070.282/巾 by=0.821NN 2t =1.0-'0.75( ')2 = 0.975N EX0N exoNy As0.MWe1br398900.975 193.30 10630.762 82100.821 1252 10= 189.73N/mm2 ： f =215N/m

23、m2按鋼結構設計規范(GB50017 2003)校核橫梁腹板容許高厚比 梁端截面：max CY_. -min39.89 103±8210193.30 103 21328181 106150.962= 4.86_146.10N/mm2 141.24max工=1.94max滿足要求故 h0 =53.25 < (48a 0 +0.5?.-26.2) I-235 =115.7 , tw- f y梁跨中截面:max CT .min31.81 1038210143.18 103 213628181 106112.092= 3.87-108.22N/mm2-104.35a_ 一。巾、 max

24、 min= 1.93、-max一 h235故=53.25 < (48«0 十0.5九26.2) =115.3 ,潴足要求。tw. fy(5)驗算楝條集中荷載下的局部受壓承載力楝條傳給橫梁上翼緣的集中荷載：F=(1.2 0.27 6+1.4 3.00) 3=18.43KNLz=a+5hy+2hR=70+5 X12+0=130mm-F _ 1.0 18.43 103twlz -8 13022= 17.72N/mm2 二 f =215N/mm2驗算腹板上邊緣處的折算應力：取梁端截面處的內力： M=193.30KN2 m, N=39.89KN , V=77.60KNM193.30 10

25、32y1- 213 = 146.10N/mm21n28181 104 2(rc=17.72N/mmVS Itw77.60 103 200 12 41928181 104 82= 34.61N/mm2- - 2 0:.c 3 2 = (146.10 -39.89)2 17.722 17.72 (146.10-39.89) 3 34.612=130.65 N/mm2<1.2f=258 N/mm；滿足要求。3.剛架柱的驗算抗剪驗算柱截面的最大剪力為 Vmax=32.21KN考慮僅有支座加勁肋，ho /tw41 534,fy /235 -0.562 :二 0.8-2fv=125N/mmVu=hw

26、twfv=426 >8 M25=426000N=426.0KNVmax=32.21KN<Vu,滿足要求。彎、剪、壓共同作用下的驗算取梁端截面進行驗算N=81.22KN, V=32.21KN, M=193.30KN2 N因 V<0.5Vu,取 V=0.5Vu,按規范 GB70017 式 4.4.1-1 驗算,h2. NMf =(Af1 h1Af2h2)(f - N)h2A219281220= (200 12200 12 219)(215)2198210=215.61KN2 m>M=193.30KN2 m,取 M=M f.V 9 M -M fHi-故(-1)2 + =0&l

27、t;1,潴足要求。0.5VuM eu - M f(3)整體穩定驗算構件的最大內力：N=102.82KN, M=193.30KN2 mA.剛架柱平面內的整體穩定性驗算。剛架柱高 H=6000mm,梁長 L=18090mm.柱的線剛度 K1=Ic1/h=28181 104/6000=46968.3mm3梁線剛度 K2=Ibc/(2 巾 S)=28181 X04/(2 9045)=15578.2mm3K2/K1=0.332,查表得柱的計算長度系數 以二2.934。剛架柱的計算長度lx= n h=17604mm。入 x=lx/ix=17604/185.3=95 0V入=150, b類截面,查表得 巾

28、x=0.588'N EX0二2EAeo-1.1 223二 206 108210""21.1 95.0= 1681.4KN ,m mx=1.0mxMNWe1（1- x '） NEX0102.82 1030.588 82101.0 193.30 106q102.821252 103 （1 -0.588）1681.4=181.45N/mm2<f=215 N/mm2,滿足要求。B.剛架柱平面外的整體穩定驗算考慮屋面壓型鋼板墻面與墻梁緊密連接，起到應力蒙皮作用，與柱連接的墻梁可 作為柱平面外的支承點，但為安全起見，計算長度按兩個墻梁距離或隅撐間距考慮， 即 ly

29、=3000mm。對于等截面構件丫=0, (is=(iw = 1入 y=/sl/iy0=3000/44.2=67.9, b 類截面,查表得 巾 y=0.7644320 8210 426,67.9 12、21-by（）=1.138 0.667.92 1252 1034.4 426取巾 b'=1.070.282/巾 by=0.822NN 2t =1.0 -；0.75（ ；）2 = 0.942N EX0N exoN M；：yAe0We1 br102.82 1030.942 193.30 10630.764 82100.822 1252 10 2_2= 193.32N/mm :二 f = 215

30、N/mmmax、-min81.22 10382100（max -、- min= 1.87max按鋼結構設計規范(GB50017 2003)校核剛架柱腹板容許高厚比 柱頂截面：193.30 103 213155.99 2一6=9.89146.10N / mm228181 106-136.21故 h0 =53.25 <（48口0 +0.5兒-26.2） 料=111.0 ,滿足要求twfy柱底截面：he故-0 =53.25 < (16: 0 0.5 -25)tw235,235 =72.5,滿足要求。fy4.驗算剛架在風荷載作用下的側移以Ic=Ib=28181cm4, 6 t= Ic l/

31、hIb=18000/6000=3.0剛架柱頂等效水平力按下式計算：H=0.67W=0.67 M3.56=9.09KN,Hh3(2 t)12EIc9.09 103 6000312 206 103 28181 104(2 3) =14.1mm"=h/150 = 40mm其中 W=( 1 + 3 4)2 h=(0.71+1.55) 6.0=13.56KN(三)節點驗算1 .梁柱連接節點(1)螺栓強度驗算梁柱節點采用10.9級M22高強度摩擦型螺栓連接，構件接觸面采用噴砂，摩擦 面抗滑移系數小0.45,每個高強度螺栓的預拉力為190KN,連接處傳遞內力設計化N=39.89KN, V=77.6

32、0KN , M=193.30KN2 m。每個螺栓的拉力:NiMYi、Yi2193.30 0.2652_24 (0.2652 0.162)3989= 128.65KN 二 0.8 190 - 152KN 8N2my2 N'、Y2n193.30 0.164 (0.2652 0.162)39.89=75.70KN 二 0.8 190-152KN8螺栓群的抗剪力:Nv =0.9nf 年=0.9父1父0.45M190M 8=615.6KN aV =77.60KN ,滿足要求。最外排一個螺栓的抗剪、抗拉力：NvNNVNtb= 0.97 <1 ,滿足要求77.60/8 128.65615.6/

33、8152(2)端板厚度驗算端板厚度取為t=21mm按二邊支承類端板計算:6ef ew Nt一 ：ewb - 2ef (ef ew) f_ _36 40 46 128.65 1046 200 2 40 (40 46) 205=20.9mm(3)梁柱節點域的剪應力驗算Mdbd£193.30 106426 426 102=106.52N/mm2< fv =125N/mm2,滿足要求(4)螺栓處腹板強度驗算Nt2=75.70KN<0.4P=0.4 190=76.0KN_ _ _ 32= 206.52N/mm2< f =215N/mm2 ,滿足要求0.4P 0.4 190 1

34、0eWtw 46"-8圖18.剛架柱與剛架梁的連接節點2 .橫梁跨中節點橫梁跨中節點采用10.9級M20高強度摩擦型螺栓連接，構件接觸面采用噴砂， 摩擦面抗滑移系數=0.45,每個高強度螺栓的預拉力為155KN,連接處傳遞內力設 計值：N=31.81KN, V=3.21KN, M=143.18KN2 m。每個螺栓的拉力：NiMyiN 143.18 0.265- '-22_2y2 n 4 (0.2652 0.162)3181=95.01KN ： 0.8 155 = 124KN8N2My2N143.18 0.162"-二22“ yi2n 4 (0.2652 0.162)

35、3181=55.79KN ： 0.8 155 = 124KN8螺栓群的抗剪力:N" =0.9nf 與=0.9父1父 0.45父155M8 =502.2KN >V=3.21KN ,滿足要求。最外排一個螺栓的抗剪、抗拉力:NvNNbNt3.21/895.01+502.2/8124=0.77<1 ,滿足要求(2)端板厚度驗算端板厚度取為t=18mm按二邊支承類端板計算:6ef ewNtewb 2ef (ef ew) f6 40 46 95.01 10346 200 2 40 (40 46) 205=17.8mm(3)螺栓處腹板強度驗算Nt2=55.79KN<0.4P=0.

36、4 155=62.0KN30.4P0.4 155 103ewtw 一 46 8= 168.48N/mm2 :二 f二 215N / mm2 ,滿足要求圖19.剛架梁跨中節點3.柱腳設計剛架柱與基礎較接，采用平板式較接柱腳 (1)柱腳內力設計值Nmax=102.82KN,相應的 V=32.21KN;Nmin=19.05KN ,相應的 V=4.30KN。(2)由于柱底剪力較小，Vmax=32.21KN<0.4Nmax=41.13KN,故一 般跨間不需剪力鍵；但經計算在設置柱 間支撐的開問必須設置剪力鍵。另Nmin>0,考慮柱間支撐豎向上拔力后， 錨栓仍不承受拉力，故僅考慮柱在安裝 過程

37、中的穩定，按構造要求設置錨栓即 可，采用4M24。(3)柱腳底板面積和厚度的計算H150x200x8x12圖20.剛架柱腳節點A.柱腳底板面積的確定b=b0+2t+2c=200+2 12+2 ><2050)=264324mm,取 b=300mm； h=h0+2t+2c=450+2 12+2><2050)=514574mm,取 h=550mm； 底板布置如圖。驗算底板下混凝土的軸心抗壓強度設計值：基礎采用C20混凝土，fc=9.6N/mm2bh_3102.82 10300 5502= 0.62N /mm<Pcfc =9.6N/mm2,滿足要求B.底板厚度的確定根據柱

38、底板被柱腹板和翼緣所分割的區段分別計算底板所承受的最大彎距：對于三邊支承板部分：b2/b1=96/426=0.225<0.3,按懸伸長度為b2的懸壁板計算:1 212M 二一二七4 二- 0.62 146 =6608N m2 2對于懸壁板部分：M =L=a2=1 0.62 502 = 775Nm22底板厚度 t = J6M max / f = V6 M 6608/215 = 13.6mm,取 t=20mm。六、其它構件設計（一）隅撐的設計隅撐按軸心受壓構件設計。軸心力 N按下式計算:Affy200 12 2153N -y = =12.09 103 N=12.16KN60cosi 235

39、60 cos44.68連接螺栓采用普通C級螺栓M12橡條C 180x70x20x2.2隅撐的計算長度取兩端連接螺栓中心的距離：b=633mm。選用L50X4,截面特性：24A=3.90cm , Iu=14.69cm ,Wu=4.16cm3, iu=1.94cm, iv=0.99cm入 u=l0/ iu=633/19.4=32.6<入=200,b類截面，查表得 巾u=0.927單面連接的角鋼強度設計值乘以折減系數 ay：入=633/9.9=63.94,力=1圖21.剛架梁跨隅撐布置ay=0.6+0.0015 人=0.69612.16 103NQ" = =-二 y' uA

40、0.696 0.927 390= 48.0N/mm2= 215N / mm2 ,滿足要求。（二）楝條的設計1 .基本資料楝條選用冷彎薄壁卷槽形鋼，按單跨簡支構件設 計。屋面坡度1/10,楝條跨度6m,于跨中設一道拉條,_一,I- - ' i'"5" 42'3對水平楝距1.5m。材質為鋼材Q235。2 .荷載及內力考慮永久荷載與屋面活荷載的組合為控制效應。楝條線荷載標準值：Pk=(0.27+0.5) 1.5=1.155KN/m楝條線荷載設計值：Pk=(1.2 0.27+1.4 0.5) K5=1.536KN/mPx=Psina =0.153KN/m ,

41、 Py=Pcosa =1.528KN/m ;彎距設計值：Mx=Pyl2/8=1.528 62/8=6.88KN2 mMy=Pxl2/8=0.153 62/32=0.17KN2 m3 .截面選擇及截面特性 選用 C180X70>20>2.2Ix=374.90cm4, Wx=41.66cm3, ix=7.06cm；Iy=48.97cm4, Wymax=23.19cm3, Wymin=10.02cm3, iy=2.55cm, %0=2.11cm；先按毛截面計算的截面應力為:Mx . MyWxWymax6.88 10641.66 1030.17 10623.19 1036.88 1060.

42、17 10641.66 1 03 1 0.02 1 03匹.旦=6.88 106 _0.17 106Wx Wymax41.66 103 23.19 103= 172.48N/mm2= 148.18N / mm22= 157.82N/mm2（壓）（壓）（拉）(2)受壓板件的穩定系數A .腹板腹板為加勁板件，巾=6 min/ (T max= 157.82/172.48=- 0.915> 1 , k=7.86.29巾 +9.78巾 2=21.743B.上翼緣板上翼緣板為最大壓力作用于部分加勁板件的支承邊，巾=（T min/ （T max=148.18/172.48=0.859>- 1 ,

43、kc=5.89 11.59 巾 +6.68 巾 2=0.863(3)受壓板件的有效寬度70 21.743180 - 0.863A .腹板 2 k=21.743, kc=0.863, b=180mm, c=70mm, t=2.2mm, o- 1=172.48N/mm= 1.952 1.1板組約束系數 k1=0.11+0.93/（E 0.05）2=0.367=205klk/；1 = 205 0.367 21.743/172.48 =3.080由于3=(T min/(T max<0,取 a =1.5,bc=b/(1 巾)=180/(1+0.915)=93.99mmb/t=180/2.2=81.

44、8218a p =18X1.15 3.080=63.76, 38a p =38X1.15 3.080=134.60所以 18 a p <b/t<38a p則截面有效寬度. z 21.8aP21.8m1.15m 3.060 八八 ccbe =Q0.1)bc 0.1)m 93.99 = 81.62mme ' b/tc .81.82)be1=0.4be=0.4 *1.62=32.65mm, be2=0.6be=0.6 81.62=48.97mmB.上翼緣板2180 0.86370 1 21.743k=0.863, kc=21.743, b=70mm, c=180mm,6 1=17

45、2.48N/mm= 0.512 1.1板組約束系數 k1 =1/.,=1/.0.512 =1.398：；=. 205k1k/71 = 205 1.398 0.863/172.48 = 1.197由于巾=(rmin/(rmax>0,則 a =1.15 0.15巾=1.15-0.15 0.859=1.021, bc=b=70mm, b/t=70/2.2=31.8218a P=18M.021 1.197=22.00, 38a p =38>1.021 1.197=46.44所以 18 a p <b/t<38a p則截面有效寬度be 二(218 ： 1b/t-0.1)bc21.8

46、 1.021 1.19731.82-0.1) 70 = 57.05mmbe1=0.4be=0.4)57.05=22.82mm, be2=0.6be=0.6 57.05=34.23mmC.下翼緣板卜翼緣板全截面受拉，全部有效。12.9522.8234.23(4)有效凈截面模量上翼緣板的扣除面積寬度為：70 -57.05=12.95mm；腹板的扣除面積寬度為:93.99 81.62=12.37mm,同時在腹板的計算截面有一小13拉條連接孔(距上翼緣板邊緣35mm),孔位置與扣除面積位置基本相同。所以腹板的扣除面積按圖22.橡條上翼緣及腹板的有效凈截面小13計算，見圖。有效凈截面模量為:Wenx4_

47、2_2374.90 104 -12.95 2.2 902 -13 2.2 (90 -35)290_ _ 43= 3.813 104mm3eny max一-4_ _2_248.97 10 -12.95 2.2 (12.95/2 22.82 -21.1) -13 2.2 (21.1 - 2.2/2)21.1eny max_ 43= 2.257 10 mm一-4_ _2_248.97 10 -12.95 2.2 (12.95/2 22.82 -21.1) -13 2.2 (21.1 - 2.2/2)70 -21.1一 一43= 0.974 10 mmWenx/Wx=0.915, Wenymax/Wy

48、max=0.973, Wenymin/Wymin=0.9724.強度計算按屋面能阻止楝條側向失穩和扭轉考慮:WenxWeny max一 3.813 1042.257 104MxMy6.88 1060.17 106撓度計算3.813 1046.88 106MyMxWenxeiy min0.17 1062187.97N/mm2二 f =205N / mm25.24 =162.99N/mm20.974 1042:f =205N / mm2-451.155 cos5 42'38" 60004父34= 25.11mm <R = l /200 = 30mm ,才兩足要求。38420

49、6 103 374.9 1046.構造要求入 x=600/7.06=85.0<入=200,滿足要求入 y=300/2.55=117.6<入=200,滿足要求(三)墻梁設計1 .基本資料本工程為單層廠房，剛架柱距為 6m；外墻高7.35m,標高1.200m以上采用彩色 壓型鋼板。墻梁間距1.5m,跨中設一道拉條，鋼材為 Q235。2 .荷載計算(1)墻梁采用冷彎薄壁卷邊 C型鋼160>60>20>2.5,自重g=7kg/m；(2)墻重 0.22KN/m2;(3)風荷載基本風壓0=1.05 ：0.45=0.473KN/m2,風荷載標準值按CECS102: 2002中的

50、圍護結構計算： k=(is(l z Cl) 0, 1 s=一 1.1 (+1.0)本工程外墻為落地墻，計算墻梁時不計墻重，另因墻梁先安裝故不計拉條作用。qx=1.2 W07=0.084KN/m, qy=1.1 8.473 1.5 X.4=-1.093KN/m3 .內力計算Mx=0.084 62/8=0.378KN2 m, My=1.093 62/8=4.919KN2 m4 .強度計算墻梁C160X60>20>2.5,平放，開口朝上Wxmax=19.47cm3, Wmin=8.66cm3, Wy=36.02cm3, Iy=288.13cm4參考屋面楝條的計算結果及工程實踐經驗，取 W

51、enx=0.9 Wx , Weny=0.9 WyMxWenxWeny0.378 1064.919 1060.9 8.66 1030.9 36.02 103=200.2N / mm2 : f = 205N / mm2在風吸力下拉條位置設在墻梁內側，并在柱底設斜拉條。此時壓型鋼板與墻梁外 側牢固相連，可不驗算墻梁的整體穩定性。5 .撓度計算_. . . _451.1 0.473 1.5 6000x384 206 103 288.13 104= 22.3mm<v =l/200 = 30mm ,滿足要求。（四）山墻抗風柱設計1 .基本資料本工程山墻墻板為自承重墻；抗風柱 6274mm，間距采用6m,承受的荷載有自 重、墻梁重量及山墻風荷載。抗風柱與基礎較接，按壓彎構件設計。抗風柱視為支承 于剛架橫梁和基礎的簡支構件。該地區基本風壓0=0.45KN/m2,地面粗糙度類別為B類，隅撐間距3.0m。抗風 柱采用Q235鋼。