1、輕型門式剛架計算原理和設計實例 <9>來源： 發布時間：06-06 編輯 ：段文雁二、設計實例一1 設計資料門式剛架車間柱網布置：長度60m；柱距6m；跨度18m。剛架檐高：6m；屋面坡度1：10；屋面材料：夾心板；墻面材料：夾心板；天溝：鋼板天溝；基礎混凝土標號為C25，fc=12.5 N/mm2；材質選用：Q235-B f=215 N/mm2 f=125 N/mm2。2 荷載取值靜載：為0.2 kN/m2；活載：0.5 kN/m2 ；雪載：0.2 kN/m2；風載：基本風壓W0=0.55 kN/m2，地面粗糙度B類，風載體型系數如下圖：圖3-41 風載體型系數示意圖3 荷載組合

2、(1). 1.2 恒載 + 1.4 活載(2). 1.0 恒載 + 1.4 風載(3). 1.2 恒載 + 1.4 活載 + 1.4×0.6 風載(4). 1.2 恒載 +1.4×0.7 活載 + 1.4 風載4 內力計算（1）計算模型圖3-42 計算模型示意圖（2）工況荷載取用恒載 活載左風 右風圖3-43 剛架上的恒載、活載、風載示意圖各單元信息如下表：表3-5 單元信息表單元號 截面名稱 長度(mm) 面積(mm2) 繞2軸慣性矩(x104mm4) 繞3軸慣性矩(x104mm4)1 Z250450x160x8x10 5700 54407040 973974 59982

3、27282 L450x180x8x10 9045 7040 974 227283 L450x180x8x10 9045 7040 974 22728表中：面積和慣性矩的上下行分別指小頭和大頭的值圖3-44 梁柱截面示意簡圖（3）計算結果剛架梁柱的M、N、Q見下圖所示： 圖3-45 恒載作用時的剛架M、N、Q圖 圖3-46 活載作用時的剛架M、N、Q圖 圖3-47 （左風）風載作用時的剛架M、N、Q圖選取荷載效應組合：（1.20 恒載 + 1.40 活載）情況下的構件內力值進行驗算。組合內力數值如下表所示：表3-6 組合內力表單元號 小節點軸力N(kN) 小節點剪力

4、Q2(kN) 小節點彎距M(kN.m) 大節點軸力N(kN) 大節點剪力Q2(kN) 大節點彎距M(kN.m)1 -67.97 23.16 0.00 -56.89 -23.16 132.032 -28.71 -54.30 -132.03 -23.05 -2.30 -103.143 -23.05 -2.30 103.14 -28.71 -54.30 132.034 -56.89 -23.16 -132.03 -67.97 23.16 0.005構件截面驗算根據協會規程第(6.1.1)條進行板件最大寬厚比驗算。翼緣板自由外伸寬厚比：（180-8）/（2×10）=8.6<15，滿足協

5、會規程得限值要求；腹板寬厚比：(450-2×10)/8=54<250，滿足協會規程的限值要求。腹板屈曲后強度的抗剪承載力設計值按如下考慮：腹板高度變化率：(450-250)/5.7=35mm/m<60 mm/m，故腹板抗剪可以考慮屈曲后強度。加勁肋間距取為2hw，則其抗剪承載力設計值為：其中，因為 ，所以1）1號單元（柱）的截面驗算I. 組合內力值如下：1號節點端 M12= 0.00 kN.m N12= 67.97 kN Q12= 23.16 kN2號節點端 M21= 132.03 kN.m N21= 56.89 kN Q21= 23.16 kNII. 強度驗算先計算1號

6、節點端。67.97×103/5440=12.49N/mm2用 代替式(6.1.1-7)中的fy。 =1.087×12.49=13.58 N/mm2，彎矩為0，故截面邊緣正應力比值 1.0。根據規程中式(6.1.1-8)求得 =4.0，進而得到 =29/(28.1×2×4.2)=0.12。因為 =0.12，所以有效寬度系數 =1，即此時1號節點端截面全部有效。QAB 1號節點端截面強度滿足要求。再驗算2號節點端：=138.79 N/mm2= 122.62 N/mm2用 代替規程中式(6.1.1-7)中的fy。 =1.087×133.15=150.

7、86 N/mm2，截面邊緣正應力比值 0.8883。根據規程中式(6.1.1-8)求得 = 51.310，進而得到 =0.215。因為 =0.215，所以有效寬度系數 =1，即此時2號節點端截面全部有效。2號節點端同時受到壓彎作用，根據協會規程第(6.1.2)條的第三款規定進行驗算。QBA <0.5d = 3440×125×0.5=215 kN (采用規程中式（6.1.2-3a）計算)=（21556890/7040）×1010133= 209.02 kN.mM< ，故2號節點端截面強度滿足要求。III. 穩定驗算對于1號單元（柱），已知柱平面外在柱高4

8、m處設置柱間支撐，即平面外計算長度L0y=4000mm。根據協會規程第6.1.3條可求出截面高度呈線性變化柱子的計算長度系數。柱小頭慣性矩Ic0=5998×104mm4，柱大頭慣性矩Ic1= 22728×104mm4，Ic0/ Ic1= 0.264。梁的最小截面慣性矩Ib0= 22728×104mm4，梁為等截面，斜梁換算長度系數取1.0。對于橫梁 =22728×104/（2×1.0×9045）=12564，對于柱 =22728×104/5700=39874，所以K2/ K1=0.315。查規程中表6.1.3可得 =1.42

9、9，平面內計算長度L0x=8150mm。變截面柱在平面內的穩定性按照規程中第6.1.3條的規定進行驗算。 =78，查表得 =0.701， =1834 kN。穩定驗算公式為：=17.82+134.19=152.01 N/mm2<215 N/mm2變截面柱在平面外的穩定性按照規程第6.1.4條的規定進行驗算。 =95， 查表得 =0.588，楔率為 =0.8。1號單元柱一端彎矩為0，故 =0.96， =1.518， =1.035， =197，=1.22。因為 >0.6，按照現行國家標準鋼結構設計規范GBJ17-88的規定，查出相應的 =0.813代替 ，即 =0.813。平面外穩定的驗

10、算公式：=21.25+154.92=176.17 N/mm2 2）2號單元（梁）的截面驗算I. 組合內力值如下：2號節點端 M23= 132.03 kN.m N23= 28.71 kN Q23= 54.30 kN3號節點端 M32= 103.14 kN.m N32= 23.05 kN Q32= 2.30 kNII. 強度驗算先計算2號節點端。=134.78 N/mm2= 126.63 N/mm2故截面邊緣正應力比值 0.94。用 代替規程中式(6.1.1-7)中fy。 =1.087×134.78=146.51 N/mm2。根據式規程中四式(6.1.1-8)求得 =84.19

11、，進而得到 =0.165。因為 =0.0.165，所以有效寬度系數 =1，即此時2號節點端截面全部有效。2號節點端同時受到壓彎作用，根據協會規程第6.1.2條的第三款規定進行驗算。QBC<0.5d = 3440×125×0.5=430 kN (采用規程中式6.1.2-3a計算)=（21528710/7040）×1010133=213.06 kN.mM< ，故2號節點截面強度滿足要求。再驗算3號節點端。=105.38 N/mm2 = 98.83 N/mm2故截面邊緣正應力比值 0.938。用 代替規程中式(6.1.1-7)中的fy， =1.087

12、5;128.95=114.55 N/mm2，根據規程中式(6.1.1-8)求得 = 82.521，進而得到 =0.148。因為 =0.148，所以有效寬度系數 =1，即此時3號節點端截面全部有效。3號節點端同時受到壓彎作用，根據協會規程第6.1.2條的第三款規定進行驗算。QCB<0.5d = 3440×125×0.5=215 kN (采用規程中式6.1.2-3a計算)=（21523050/7040）×1010133=213.87 kN.mM< 故3號節點截面強度滿足要求。III穩定驗算根據協會規程第6.1.6條第一款的規定，實腹式剛架梁當屋面坡度小于1

13、0°時，在剛架平面內可可僅按壓彎構件計算其強度。本例的屋面坡度為5.7°小于10°，故可不驗算梁平面內的穩定性。剛架梁平面外的穩定性按照鋼結構設計規范GBJ17-88第五章第二節的規定進行驗算2號單元（梁）。已知梁平面外側向支撐點間距為3000 mm，即平面外計算長度L0y=3000mm。梁的最小截面慣性矩Ib0y=974×104mm4，梁為等截面。 =81，查表得 =0.681， =1.0， 按照如下公式確定：=0.922因為 >0.6，按照現行國家標準鋼結構設計規范GBJ17-88的規定，查出相應的 =0.739代替 ，即 =0.739。按2號

14、節點端的受力驗算構件平面外的穩定性：=5.99+176.75=182.74 kN.m        6 連接節點計算（1） 梁柱節點采用如下圖所示的連接形式。圖3-48 梁柱連接節點示意圖連接處的組合內力值：M = 132.03 kN.m，N = 28.71 kN，Q = 54. 30 kN。1）.螺栓驗算若采用摩擦型高強度螺栓連接，用8.8級M20高強螺栓，連接表面用鋼絲刷除銹， ，每個螺栓抗剪承載力為： =0.9×1×0.3×110000=29.7KN?？辜粜栌寐菟〝盗縩=54.30/29.

15、7=2，初步采用8個M20高強螺栓。螺栓群布置如圖3-49所示：圖3-49 梁柱連接節點螺栓群布置圖螺栓承受的最大拉力值按照如下公式計算（其中y1=270，y2=178，y3=113，y4=48各有4個螺栓）：= 1.794+74.480=72.69kn<0.8P=88kn以上計算說明：螺栓群抗剪、抗彎均滿足要求。2）連接板厚度的設計端板厚度t根據支承條件計算確定。在本例中有兩種計算類型：兩邊支承類端板（端板平齊）以及無加勁肋端板，分別按照協會規程中相應的公式計算各個板區的厚度值，然后取最大的板厚作為最終值。兩邊支承類端板（端板平齊）：ef=42 mm，ew=40 mm，Nt=72.69

16、 kn， b=180 mm，f=215 mm。= 18.0 mm無加類端板：a=65 mm，ew=42 mm，Nt=29.38 kn= 15.1 mm綜上所得結果可取端板厚度為t=18 mm。3）節點域剪應力驗算門式剛架斜梁與柱相交的節點域應按照協會規程第7.2.10條的規定驗算。其中，M=132.03 kn，db=450 mm，dc=434 mm，tc=8 mm。=101.41 N/mm2節點域的剪應力滿足規程要求。在端板設置螺栓處，應按照協會規程第7.2.11條的規定驗算構件腹板的強度。采用翼緣內第二排一個螺栓的拉力設計值Nt2，經計算得到：Nt2=29.38 kN<0.4 P=44

17、 kN。因為ew=41 mm，tw=8 mm，所以，=89.57 N/mm2 （2）梁拼接節點梁的拼接方式如圖3-50所示。圖3-50 梁拼接節點示意圖連接處的組合內力值為：M = 103.14 kN.m，N = 23.05 kN，Q = 2.30 kN。其計算方法與梁柱連接節點的計算方法相似1）.螺栓驗算仍采用8.8級M16高強螺栓，連接表面用鋼絲刷除銹， ，每個螺栓抗剪承載力為18.9kN，剪力很小，抗剪顯然滿足，初步采用12個M16高強螺栓。螺栓群布置如圖3-51所示：圖3-51 梁拼接節點螺栓群布置圖螺栓承受的最大拉力值按照如下公式計算（y1=261，y2=183，y3=13

18、0各有四個螺栓）：= 1.92+56.82=54.90 kN<0.8P=56kN所以，螺栓群抗剪、抗彎均滿足要求。2）連接板厚度的設計端板厚度t根據支承條件計算確定，在本例中有兩種計算類型：兩邊支承類端板（端板平齊）以及無加勁肋端板，分別按照協會規程中相應的公式計算各個板區的厚度值，然后取最大的板厚作為最終值。伸臂類端板（端板平齊）：其中ef=32 mm，Nt=54.9 kN，b=180 mm，f=215 mm。= 16.5 mm兩邊支承板（端板平齊）：其中ef=38 mm，ew=26 mm，Nt=38.5 kN， b=180 mm，f=215 mm。= 12.1 mm無加類端板：其中a

19、=53 mm，ew=26 mm，Nt=27.34 kN，= 13.7 mm綜上所得結果可取端板厚度為t=18 mm。三、設計實例二1、設計資料門式剛架車間柱網布置：長度60m；柱距6m；跨度18m。檐高凈高9m；牛腿標高6m，吊車起重量5t，輕級工作制，軟鉤；屋面坡度1：10；屋面材料：夾心板；墻面材料：夾心板；天溝：鋼板天溝；基礎混凝土標號為C25，fc=12.5N/mm2；材質選用：Q235-B f=215N/mm2，f=125 N/mm2。2、荷載取值靜載：0.2kN/m2；活載0.5 kN/m2 ；雪載0.2 kN/m2；風載：基本風壓W0=0.55 kN/m2，地面粗糙度B類，風載體

20、型系數圖同設計實例一。這里重點介紹吊車荷載的取用。（1） 基本資料取得吊車的基本資料為：起重量5t；軟鉤；輕級工作制；跨度16.5m；起升高度12m；運行速度：小車20.8m/min，大車45.4m/min。（a） （b）圖3-52 吊車基本尺寸示意圖吊車基本尺寸：B=4500mm，K=3400mm；軌道以上高度H=1753.5mm，B1=230mm；軌道型號：38kg/m；小車重量：1.7t，總重：14.2t；輪壓：Fmax=7.4t，Fmin=2.2t。（2）吊車荷載的設計值吊車每個車輪的橫向水平制動力T1：=0.12×（50+17）/4=2.01 kN吊車豎向荷載的設計值（最大

21、）：=1.0×1.4×74=103.6 kN吊車豎向荷載的設計值（最?。?1.0×1.4×22=30.8 kN吊車橫向水平荷載的設計值：=1.0×1.4×2.01=2.814 kN（3）吊車工況吊車荷載的共有八種工況：只考慮一臺吊車時1）最大輪壓在左，最小輪壓在右，并且同時有向右的橫向水平荷載2）最大輪壓在左，最小輪壓在右，并且同時有向左的橫向水平荷載3）最大輪壓在右，最小輪壓在左，并且同時有向右的橫向水平荷載4）最大輪壓在右，最小輪壓在左，并且同時有向左的橫向水平荷載同時考慮兩臺吊車時5）最大輪壓在左，最小輪壓在右，并且同時有向右

22、的橫向水平荷載6）最大輪壓在左，最小輪壓在右，并且同時有向左的橫向水平荷載7）最大輪壓在右，最小輪壓在左，并且同時有向右的橫向水平荷載8）最大輪壓在右，最小輪壓在左，并且同時有向左的橫向水平荷載因為結構具有對稱性，故前兩種情況就是典型的吊車荷載情況，如下圖所示：（a） （b）圖3-53 兩種典型的吊車荷載作用情況示意圖（4）吊車荷載的影響線確定假定吊車梁為簡支梁。簡支梁在受到集中荷載作用時，支座反力的影響線如下圖所示：（a） （b）圖3-54 吊車荷載的影響線示意圖當只考慮一臺吊車的作用時，吊車作用在剛架上的荷載考慮如下：豎向荷載=1.433×103.6=148.46 kN；=1.4

23、33×30.8=44.14 kN；橫向水平荷載=1.433×2.814=4.03 kN；當同時考慮兩臺吊車的作用時，吊車作用在剛架上的荷載考慮如下：豎向荷載=2.5×103.6=259 kN；=2.5×30.8=77 kN；橫向水平荷載=2.5×2.814=7.035 kN；將吊車梁的自重平均分配到剛架柱上，估計吊車梁的截面尺寸為380x300x8x10mm，則初步估算吊車梁自重為71kg/m，那么剛架柱上因此受到的集中力標準值為4.26 kN。3、荷載效應組合（1）1.2 恒載 + 1.4 活載（2）1.2 恒載 + 1.4 風載（3）1.2

24、 恒載 + 1.4 吊車荷載（4）1.2 恒載 + 1.4 活載 + 1.4×0.6 風載（5）1.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4 風載（6）1.2 恒載 + 1.4 活載 + 1.4×0.7 吊車荷載（7）1.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4 吊車荷載（8）1.2 恒載 + 1.4×0.6 風載 + 1.4 吊車荷載（9）1.2 恒載 + 1.4 風載 + 1.4×0.7 吊車荷載（10）1.2 恒載 + 1.4 活載 + 1.4×0.6 風載 + 1.4×0.7 吊車荷載（11）1

25、.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4 風載 + 1.4×0.7 吊車荷載（12）1.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4×0.6 風載 + 1.4 吊車荷載4、內力計算采用同濟大學的3D3S鋼結構輔助設計軟件計算結構內力。（1）計算模型簡圖圖3-55 計算模型簡圖（2）內力圖形對應圖3-53所示的吊車荷載作用情況，下面給出考慮兩臺吊車同時作用時，剛架相應的內力圖形：M圖 N圖 Q圖（a）考慮兩臺吊車同時作用（橫向水平荷載向右）M圖 N圖 Q圖（b）考慮兩臺吊車同時作用（橫向水平荷載向左）圖3-56 吊車荷載下的剛架內力圖各單元信息如

26、下表所示：表3-7 單元信息表單元號 截面名稱 長度(mm) 面積(mm2) 繞2軸慣性矩(x104mm4) 繞3軸慣性矩(x104mm4)1 柱460x180x6x10 6000 6240 973 224872 柱460x180x6x10 3300 6240 973 224873 L400x180x4x8 9045 4416 778 129534 L400x180x4x8 9045 4416 778 129535 柱460x180x6x10 6000 6240 973 224876 柱460x180x6x10 3300 6240 973 22487我們取如下所示的一種較不利的荷載組合進行構件

27、的驗算：1.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4×0.6 風載（左風）+ 1.4×1.0 吊車荷載（吊車荷載工況5）。相應的構件內力如下表所示：表3-8 組合內力表單元號 小節點軸力N(kN) 小節點剪力Q2(kN) 小節點彎距M(kN.m) 大節點軸力N(kN) 大節點剪力Q2(kN) 大節點彎距M(kN.m)1 -87.987 4.919 14.876 -75.891 -9.077 27.1112 -26.637 13.291 -2.157 -19.984 -15.578 49.7913 -17.489 -18.335 -49.791 -13.180

28、 0.336 -34.5884 -12.853 -2.939 34.588 -17.161 -23.845 59.9175 -197.836 33.096 90.875 -185.739 -23.949 80.2606 -25.434 -14.704 -59.917 -32.087 19.735 3.0935、構件驗算構件驗算與實例一相似，可以參照實例一的相應步驟進行，在此不再贅述。6、節點連接計算梁柱節點連接以及梁的對接節點的計算與實例一相似，這里僅給出牛腿及其和柱的連接驗算。1）牛腿設計圖3-57 牛腿連接節點示意圖牛腿所承受的組合內力值：牛腿承受一個吊車梁傳來的偏心豎向力，包括吊車豎向荷

29、載以及吊車梁的自重，力的大小為：259+4.26×1.2 =264.11 kN。力的作用點距柱內邊緣的偏心值為520mm，則牛腿與柱連接處所承受的力為：Q=264.11 kN，M=137.34 kN. M。I. 牛腿與柱連接處的截面強度計算經計算牛腿的慣性矩為I=128.0×106mm4，截面模量為Wn=731588mm3 ，腹板中點處的S=414900 mm3，抗彎強度：=137.34×106/731588=187.7 N/mm2抗剪強度：=264110×414900/（128.0×106×8）=107.0 N/mm2腹板邊緣處的折

30、算應力：=187.7×165/175=177.0 N/mm2可以偏安全地認為 =107.0 N/mm2 ，則折算應力為：=206.8 N/mm2II. 牛腿與柱連接處的焊縫強度計算焊縫全部采用角焊縫，焊腳尺寸取為9mm。焊縫布置如圖3-58所示：圖3-58 焊縫布置圖焊腳尺寸為9mm，則焊縫有效截面的投影寬度為 =4.5 mm。經計算得到焊縫的 慣性矩為Iwx=171735604 mm4，截面模量為 Wn=956744 mm3。因為翼緣豎向剛度較差，所以假定全部剪力由牛腿腹板的焊縫承受，彎矩則由整個工字形焊縫來承受?？箯濖炈悖?137.34×106/956744=143.5

31、5 N/mm2< =160 N/mm2抗剪驗算：腹板的豎向焊縫面積為=4032 mm2=65.5 N/mm2< =160 N/mm2腹板邊緣的折算應力：=143.6×165/179.5=132.0 N/mm2可以偏安全地認為 =65.5 N/mm2，則折算應力為：=147.36 N/mm2< =160 N/mm2焊縫抗剪、抗彎均滿足要求。2）柱腳設計3D3S軟件計算得到柱腳的最大反力值為：M=170.80 kN.m，N= 117.92 kN，Q= 43.45 kN。柱腳采用如圖所示柱腳形式。圖3-59 柱腳形式示意圖I. 確定底板尺寸底板的長度和寬度應根據設置的加勁

32、肋等補強板件和錨栓的構造特點來確定。初步確定L=750mm，B=490mm，錨栓孔的布置位置如圖3-60所示。底板的長度和寬度應滿足下列公式的要求：經計算可得：=0.32 + 3.72 = 4.04 N/mm2 圖3-60 錨栓孔的布置圖II. 確定底板厚度三邊支承板及兩相鄰邊支承板： 。對于柱內區格：b1=242mm，a1=237mm，b1/ a1=1.02，查表得到 0.113。相應區格內的最大應力為：q=4.04 N/mm2，所以M1=25642 N. mm /mm。錨栓區格：b1=145mm，a1=218mm，b1/ a1=0.67，查表得到 0.084。相應區格內的最大應力

33、為：q=2.60 N/mm2，所以M2=10379 N. mm /mm。所以Mmax=25642，由此計算底板得厚度：=26.8，取板厚為30mmIII. 確定錨栓直徑：錨栓計算簡圖參見圖8-13。底板上單位面積上的壓力為：=0.32 + 3.72 = 4.04 N/mm2=0.323.72= 3.40 N/mm2=407 mm=239 mm= 529 mm則錨栓所承受的拉力為： =269.60 kN?？紤]到錨栓應留有一定余量，選取Q345鋼的錨栓，直徑為36mm，單個錨栓承載力147 kN。I. 確定各加勁板件的長度、寬度和厚度尺寸加勁板件的強度及其與柱板件和柱腳底板的連接可近似的按照下列公

34、式計算：（1）（2）其寬厚比不宜超過 。2號類型加勁板件：其所承受的作用剪力為 ：=（145/2+237/2）×155×2.60 = 77.0 kN 或者 =270取兩者之間的大值來確定板件高度。板件厚度按照寬厚比限值計算取厚度為10mm。按照下面的公式確定板件高度：=216mm取板件高度為350mm。焊縫長度按照如下公式確定，取焊腳尺寸為hf=8mm：=301mm所以板件與柱之間滿焊，焊縫長度350mm，計算長度lw=340mm<60hf 滿足構造要求。3號類型加勁板件：與2號類型加勁板件的計算過程類似，所得結果與2號類型加勁板件的尺寸一致。4號類型加勁板件：其所承

35、受的作用剪力為 ：=237×242×2.60 = 149.0 kN用來確定板件高度。板件厚度按照寬厚比限值計算取厚度為14mm。按照如下公式確定板件高度：=85mm取板件高度為350mm焊縫長度按照下面的公式確定，取焊腳尺寸為hf=6mm：=259mm所以板件與柱之間滿焊，焊縫長度350mm，計算長度lw=340mm<60hf 滿足構造要求。四、設計實例三1、設計資料門式剛架車間柱網布置：長度60m；柱距6m；跨度18m。檐口凈高9m；屋面坡度1：10；屋面材料：夾心板；墻面材料：夾心板；有夾層，夾層標高5m。樓面材料：采用壓型鋼板組合樓面，壓型鋼板型號YX70-20

36、0-600，板厚為0.8mm，樓面混凝土標號C15；天溝：鋼板天溝；基礎混凝土標號為C25，fc=12.5N/mm2；材質選用：Q235-B f=215N/mm2 f=125 N/mm2。2、荷載信息屋面恒載：0.2KN/m2；屋面活載：0.5 KN/m2 ；屋面雪載：0.2 KN/m2；樓面恒載：3.0KN/m2；樓面活載：2.5KN/m2；風載：基本風壓W0=0.55 KN/m2，地面粗糙度B類，風載體型系數如下圖：圖3-61 風載體型系數示意圖將樓面荷載轉化為主梁上的線荷載，同時應考慮樓面活載的最不利位置。樓面主梁上的荷載為：恒荷載18.0 KN/m2，活荷載 15.0 KN/m2。典型

37、的樓面活載不利位置如圖3-62所示： 圖3-62 樓面活載不利位置示意圖3、荷載效應組合（1）1.2 恒載 + 1.4 活載（2）1.2 恒載 + 1.4 風載（3）1.2 恒載 + 1.4 活載 + 1.4×0.6 風載（4）1.2 恒載 + 1.4×0.7 活載 + 1.4 風載4、內力計算采用同濟大學的3D3S鋼結構輔助設計軟件進行內力計算。（1）計算模型簡圖：圖3-63 計算模型簡圖（2）內力圖形圖3-64 恒+活（活載滿布）組合下的剛架內力圖各單元信息如下表：表3-8 單元信息表單元號 截面名稱 長度(mm) 面積(mm2) 繞2軸慣性矩(x104mm4

38、) 繞3軸慣性矩(x104mm4)AB 350x200x8x10 5000 6640 1335 13959BC 350x200x8x10 4300 6640 1335 13959CD L400x180x4x8 9045 4416 778 12953DE L400x180x4x8 9045 4416 778 12953FG 350x200x8x10 5000 6640 1335 13959EF 350x200x8x10 4300 6640 1335 13959HI 350x200x8x10 5000 6640 1335 13959JK 350x200x8x10 5000 6640 1335 13

39、959BJ L450x200x8x10 6000 7440 1335 24664JH L450x200x8x10 6000 7440 1335 24664HF L450x200x8x10 6000 7440 1335 24664取如下所示的一種較不利的荷載組合進行構件的驗算：1.2 恒載 + 1.4×1.0 活載 （活載滿布）。相應的構件內力如表3-9所示。表3-9 組合內力表單元號 小節點軸力N(kN) 小節點剪力Q2(kN) 小節點彎距M(kN.m) 大節點軸力N(kN) 大節點剪力Q2(kN) 大節點彎距M(kN.m)AB -183.177 6.501 11.318 -172.

40、911 -6.501 21.190BC -47.998 41.869 85.149 -39.171 -41.869 94.890CD -45.559 -34.810 -94.890 -41.661 -4.166 -43.696DE -41.661 -4.166 43.696 -45.559 -34.810 94.890FG -183.176 6.501 11.318 -172.911 -6.501 21.190EF -39.171 -41.869 -94.890 -47.998 41.869 -85.149HI -264.668 -0.953 -3.342 -267.733 0.953 -1.

41、425JK -264.668 0.953 3.342 -267.733 -0.953 1.425BJ 35.367 124.913 106.339 35.367 134.807 -136.024JH 36.321 129.860 132.682 36.321 129.860 -132.682HF 35.367 124.913 106.339 35.367 134.807 -136.0245、構件驗算構件驗算與實例一相似，可以參照實例一的相應步驟進行，在此不再贅述。6、節點連接計算梁柱節點連接以及梁的對接節點的計算與實例一相似。（1）樓面梁與中柱的連接節點計算：圖3-65 樓面梁與中柱連接節點示

42、意圖節點處組合內力值：M=136.02 kN.m，Q=134.80 kN，N=35.37 kN?？紤]剪力全部由腹板及其連接來傳遞，采用摩擦型8.8級M24高強螺栓。彎矩按照梁截面上腹板與翼緣的剛度比例分配，則翼緣承受的彎矩Mf和腹板承受的彎矩Mw按以下方法計算：梁截面繞強軸的慣性矩= 246.6×106 mm4，腹板繞強軸的慣性矩Iwx= 53.0×106mm4。Mw =（Iwx/ Ix）×M =29.23 kN.mMf = M Mw =106.79 kN.m1）螺栓計算連接處構件表面采用噴砂處理，則每個螺栓抗剪承載力為：=0.9×1×0.45

43、×155000=62.78KN采用8個M24高強螺栓，螺栓群布置如圖3-66所示：圖3-66 螺栓群布置示意圖則在剪力和彎矩同時作用下，螺栓群內單個螺栓所承受的最大剪力由兩部分組成：= N/8 = 4.42 kN= Q/8 = 16.85 kN= 40.60 kN= 13.53 kN由圖3-66可以看出螺栓1的受力最大，其合力為：= 54.26 kN< =62.78kN螺栓連接滿足要求。2）連接板與柱子的焊縫計算連接板與柱子之間采用兩條角焊縫進行連接，取焊腳尺寸為6mm，焊縫長度為380mm。焊縫在彎矩、剪力、軸力作用下的應力分別為：=152.51 N/mm2=11.39 N/

44、mm2=43.37 N/mm2將以上三個應力值代入下式，得：=141.17 N/mm2 < =160 N/mm2連接板焊縫滿足要求。3）梁柱連接處的焊縫計算翼緣采用四條角焊縫與柱子相連，取焊腳尺寸為10mm，焊縫長度為200mm，則翼緣焊縫所能承受的彎矩為：=183.0 kN.m> Mf = 106.79 kN.m翼緣焊縫強度滿足要求。（2）樓面主次梁連接節點的計算主次梁之間的連接做成鉸接，次梁間距為2m，取次梁截面為L250x180x6x8。圖3-37 樓面主梁與次梁連接節點示意圖節點處組合內力值：M= 0.00 kN.m，Q= 52.60 kN，N= 0.00 kN?？紤]剪力全

45、部由腹板及其連接來傳遞，采用摩擦型8.8級M16高強螺栓；連接板的長度和寬度按照螺栓連接的構造要求確定，連接板的厚度取10mm。1）連接板上的螺栓群計算連接處構件表面采用噴砂處理，則每個螺栓抗剪承載力為：=0.9×1×0.45×70000=28.35 KN，采用4個M16高強螺栓，螺栓群布置如圖3-37所示。則在剪力作用下，螺栓群內單個螺栓所承受的剪力為：= Q/4 =13.15 KN< =28.35 KN螺栓連接滿足要求。2） 連接板與主梁間焊縫的計算連接板與主梁之間的連接焊縫采用雙面直角角焊縫，取焊腳尺寸為8mm，焊縫計算長度lw通常僅考慮主梁腹板部分有

46、效。作用在焊縫上的作用力，除了次梁端部的剪力外，還應考慮由于偏心所產生的附加彎矩的影響。偏心距為 e=136mm，偏心彎矩 = 7.15 kN.m。焊縫在剪力和彎矩共同作用下的應力為：= 11.18 N/mm2= 7.15×106/235200=30.40 N/mm2= 32.39 N/mm2< =160 N/mm2焊縫強度滿足要求。7、壓型鋼板組合樓面的計算考慮壓型鋼板作為組合板，即壓型鋼板既作為模板，又作為樓板底面受拉配筋，待混凝土達到強度后組合受力。選定壓型鋼板型號為YX70-200-600，板厚為0.8mm，如圖3-38所示：圖3-38 YX70-200-600壓型鋼板

47、截面示意圖壓型鋼板腹板與水平面的夾角為： ，腹板寬度 =69.1 mm。計算得到的壓型鋼板截面特性如下表所示（忽略圓角影響）：表3-10 截面特性計算表板件類別 板件寬度bi（mm） 至上邊緣距離yi （mm） bi×yi（mm2） bi×yi2（×103）（mm3） （×103）（mm3）上翼緣 130×3=390 0.4 156 0.06 下翼緣 50×3+42=192 69.6 13363 930.1 腹板 69.1×6=414.6 35 14511 507.9 169.30下折板 (21-0.8)×1=20 59.6 1192 71.0 0.671016.6 29222 1509.1 169.97壓型鋼板重心至上翼緣頂端的距離為y0 ：=29222/1016.6=28.74 mm一塊壓型鋼板的慣性矩為：=（1509.1+169.97 （28.74）2×1.0166）×103×0.8=671.5×103 mm4單位寬度(1m) 壓型鋼板的慣性矩為：Ix=671.5×103/