钢框架计算书

毕业设计计算书毕业设计计算书PAGEPAGE1目录第1章建筑方案说明 4设计依据 4工程概况 4建筑设计 4功能布置 4技术设计 5构造做法 5第2章结构方案说明与计算 7工程概况 7框架计算简图及梁柱线刚度 7初步估计截面尺寸 7框架计算简图 8框架线刚度计算 8荷载计算 93.3.1恒荷载标准值计算 9活载标准值计算 11竖向荷载计算 11风荷载计算 15风荷载作用下的位移验算 17侧移刚度D 17风荷载作用下框架侧移计算 18竖向荷载作用下的内力计算 18恒荷载作用下的内力计算（弯矩二次分配法） 18活载作用下的内力计算（满布活载，弯矩二次分配法计算） 23水平荷载标准值作用下的内力计算 27内力组合 31结构构件验算 35框架柱的验算 35框架梁的验算 43框架连接设计 44梁与柱栓焊连接设计 452.9.2.梁柱节点域的承载力 46次梁节点设计 47柱脚设计 49基础设计 50荷载确定 50基础计算 50楼屋面计算 53楼梯设计 55楼梯段设计（底层） 55平台板设计 57毕业设计计算书毕业设计计算书PAGEPAGE402.12.3平台梁设计572.13.雨棚计算582.13.1荷载计算582.13.2内力计算592.13.3构件选择592.13.4节点设计602.14电算信息612.14.1总信息612.14.2结构位移信息692.14.3荷载输入742.14.4计算输出文件78总结80致谢81参考文献 81【摘要】本文的毕业设计主要讲述了办公楼设计。设计的内容包括建筑设计、53249196性。通过对办公楼楼层平面图、剖面图、构造图的绘制和结构的设计，熟悉了设计的学的专业知识和基本概念有了更深的理解，从而提高了分析和解决实际问题的能力。第1章建筑方案说明设计依据《设计任务书》《办公楼建筑设计规范》《建筑设计防火规范》《民用建筑设计通则》《房屋建筑制图统一标准》《实用建筑设计手册》《房屋建筑学》工程概况工程名称：苏州市某多层办公楼工程位置：苏州市市内工程总面积5325m2523m，4.2m，3.6m。结构形式：钢框架建筑物等级：耐火等级，三级；耐久性等级，二级建筑设计功能布置（1）平面设计本设计建筑平面为“一字”形，采用了内廊式组合形式。本设计力求达到功能区分明确，使用方便，结构合理的要求，将会议室置于建筑97m23（48-601（180m2，另在每层设活动室一间（60m2。在二~45m214m2432m2。9m满足建筑开间模数和进深的要求。（2）立面设计立面设计力求达到主体造型与城市环境相协调，充分体现办公建筑的风格特点，以体现办公楼的庄重感。为了满足采光和美观要求，设置了较大面积的玻璃窗。(1)防火设计本设计防火等级为三级。安全疏散距离满足房门至外部出口或封闭楼梯间最大距325m，50m6为１组，可以根据构造要求进行抗震设计。建筑的质量分布和刚度变化均匀，满足抗震要求。(3)防水设计①屋面防水屋面防水等级为二级，采用两道防水设防，屋面做法详见建筑总说明，屋面排水采用女儿墙外排水，具体做法见建筑做法总说明。②卫生间防水卫生间设置地漏，地面找坡2。卫生间防水设计以不积水为原则。构造做法屋面做法—上人屋面①铺块材②25厚粗砂垫层③4厚高聚物改性沥青卷材防水层④20厚1：3水泥砂浆找平⑤25厚硬质聚氨酯泡沫塑料（32kg/）⑥1:8水泥膨胀珍珠岩找坡2最薄处30厚⑦20厚1：3水泥砂浆找平⑧现浇钢筋混凝土板楼面做法——防滑彩色釉面砖①10厚防滑彩色釉面砖，干水泥擦缝②30厚1：3干硬水泥砂浆结合层（表面撒水泥粉）③1.5厚聚氨酯防水层④201：3⑤100外墙面做法——面砖墙面①刷外墙涂料②10厚面砖（1:1水泥砂浆勾缝）③10厚1:0.2:2水泥石膏砂浆粘结层④10厚1:3水泥砂浆打底扫光内墙面做法——水泥砂浆抹面①喷内墙涂料②5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆压实抹光③8厚1:1.6水泥石膏砂浆刮平扫毛④8厚1:3水泥砂浆打底扫光⑤刷一道加气混凝土界面处理剂散水做法——细石混凝土散水门窗：见建筑总说明工程概况

第2章结构方案说明与计算2.1.1，4.2m，3.6m（底层高度由室内地面算至一层楼板顶面。图2.1.1柱网布置图该工程的地质条件为：场地地势平坦，填土层约0.3m，以下依次为淤泥质粘土、粉质粘土、粉土、粘土，第三层地基承载力特征值fak=200kpa(Es=3.6Mpa)。该地区地震基本烈度为6度（D.4）雪荷载：雪荷载标准值S0.35kN/m2材料：选用混凝土强度等级为C30；钢筋为HRB335及HPB235，钢材采用Q345框架计算简图及梁柱线刚度初步估计截面尺寸本工程受力构件均采用H性钢构件⑴柱截面尺寸初选柱截面尺寸根据长细比估计，初定长细比100，柱子长度为4800mm，可得 l48004.8cmHW400×400×13×21，i 100

10.1cmHW350×350×12×19，iy8.84cm⑵梁截面初选框架主梁的高度根据跨度选用，h(1~1)l(1~1)9000450~180mm,查20 50 20 50表选定主梁截面为HN400×200×8×13,次梁截面取用HN300×150×8×16。框架计算简图2.2.2-0.6m，二层楼面标高为（即层高3.6m则框架的计算简图如下框架线刚度计算

图2.2.2框架的计算简图c AB：i=1.5EI/L=1.5Ec×23700×10-8/9=0.34×10-4E(m2)（BCc 梁相同）c c （）i=EI/L=E×40300×10c c (m2)c c 底层柱 i=EI/L=E×66900×10-8/4.8=0.14×10-3Ec c 令框架主梁i=1.0，则其余各杆件的相对线刚度为i'i

=1.1/0.34=3.23i'i

=1.4/0.34=4.12以框架梁柱的相对线刚度作为计算各节点杆端弯剧分配系数的依据。荷载计算3.3.1恒荷载标准值计算（1）屋面120厚现浇钢筋混凝土板 0.12×25=3kN/m21:8水泥膨胀珍珠岩找坡2最薄处30厚

3021010103=1.200kN/m2220厚块材 0.02×25=0.5kN/m2共40厚水泥砂浆找平层 0.04×20=0.8kN/m2防水及保温层 0.35kN/m2压型钢板 0.15kN/m2吊顶及吊挂荷载 0.3kN/m2合计 6.3kN/m2（2）各层走廊楼面10mm面层①防滑地面砖面层 20mm水泥砂浆打底素水泥结合层一道 0.65kN/m2结构层厚现浇钢筋混凝土板 0.10×25=2.5kN/m2压型钢板 抹灰层厚混合砂浆 0.01×17=0.17kN/m2合计 3.32kN/m2②标准层楼面10厚防滑彩色釉面砖 0.01×19.8=0.198kN/m230厚13硬水泥砂浆结合层 0.03×20=0.60kN/m220厚水泥砂浆找平层 0.020×20=0.4kN/m2100厚C30钢筋混凝土板 0.1×25=2.5kN/m220厚板底抹灰 0.25kN/m2压型钢板 0.15kN/m2吊顶及吊挂荷载 0.15kN/m2合计 4.30kN/m2梁自重（HW400×200×8×13梁自重 0.5+66×9.8×103=1.43kN/m合计 1.43kN/m次梁HW300×100×8×16梁自重 0.5+41.55×9.8×103=0.99kN/m合计 0.99kN/m顶层及标准层柱自重（HW350×350×12×19柱自重 0.5+137×9.8×103=1.84kN/m底层柱自重（加防火及装饰0.5kN/m）HW400×400×13×21柱自重 0.5+172×9.8×103=2.19kN/m（5）外墙自重（刨去窗洞）240厚加气混凝土砌块 0.24×7.5=1.8kN/m2内面：8厚1：3水泥砂浆打底扫毛 0.006×20=0.16kN/m28厚1：1：6水泥找平砂浆 0.008×14=0.11kN/m25厚水泥石膏砂浆 0.005×14=0.07kN/m2外面：6厚面砖 0.006×19.8=0.119kN/m210厚水泥石灰膏砂浆粘结层 0.01×20=0.20kN/m210厚13毛 /m2合计 2.66kN/m2标准层外纵墙自重 标准层外横墙自重 2.66×3.6=9.58kN/m底层外纵墙自重 2.66（4.2×5.4—2.1×1.6/4.2=10.65kN/m底层外横墙自重 2.66×4.2=11.18kN/m女儿墙自重 2.66×1.0=2.66kN/m（6）内墙自重（内纵墙可偏于安全的不考虑门洞）200厚加气混凝土砌块 0.2×7.5=1.5kN/m25厚釉面砖 0.005×19.8×2=0.198kN/m24厚强力胶粉泥粘结层 0.004×14×2=0.112kN/m2防水层 0.2kN/m29厚13泥砂浆打底压实抹平 合计 2.37kN/m2标准层内墙自重 2.37×3.6=8.54kN/m底层内墙自重 2.37×4.8=11.38kN/m活载标准值计算（1）屋面和楼面活荷载标准上人屋面 2.0kN/m2办公室楼面 2.0kN/m2电梯机房 7.0kN/m2卫生间 2.0kN/m2楼梯 2.5kN/m2走廊 2.5kN/m2（2）雪荷载标准值Sk=1.0×0.35=0.35kN/m2中的最不利组合，由于本工程雪荷载较小，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。竖向荷载计算竖向荷载下框架受荷总图（图2.3.1）图2.3.1竖向荷载下框架受荷总图（1）A～B轴间框架梁屋面板传荷载：恒载：6.3×2.7×（1-2×0.302+0.303）×2=28.82kN/m活载：2.0×2.7×（1-2×0.302+0.303）×2=9.15kN/m楼面板传荷载恒载：4.3×2.7×（1-2×0.302+0.303）×2=19.67kN/m活载：2.0×2.7×（1-2×0.302+0.303）×2=9.15kN/m梁自重：1.43kN/mA～B轴间框架梁均布荷载为：屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载=1.43kN/m+28.82kN/m=30.25kN/m活载=板传荷载=9.15kN/m楼面梁 载=梁自重+板传荷载+内横墙自重=1.43+19.67+8.54=29.64kN/m活载=板传荷载=9.15kN/mB～C轴间框架梁根据对称，受力值同上（2）2～3轴间边框架连梁屋面板传荷载：板传至梁上的三角形等效为均布荷载，荷载的传递示意图如图2.3,1恒载：6.3×2.7×5/8=10.63kN/m活载：2.0×2.7×5/8=3.38kN/m楼面板传荷载恒载：4.3×2.7×5/8=7.26kN/m：2.0×2.7××5/8=3.38kN/m梁自重：1.43kN/m2～3轴间边框架连梁均布荷载为：屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载+女儿墙荷载=1.43+10.63+2.66=14.72kN/m活载=板传荷载=3.38kN/m楼面梁 载=梁自重+板传荷载+内横墙自重=1.43+7.26+8.54=17.23kN/m活载=板传荷载=3.38kN/m（3）2～3轴间中框架连梁屋面板传荷载：恒载：6.3×2.7×5/8×2=21.26kN/m活载：2.0×2.7×5/8×2=6.76kN/m楼面板传荷载恒载：4.3×2.7×5/8×2=14.52kN/m活载：2.0×2.7××5/8×2=6.76kN/m梁自重：1.43kN/m2～3轴间中框架连梁均布荷载为：屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载=1.43+21.26=22.69kN/m活载=板传荷载=6.76kN/m楼面梁 载=梁自重+板传荷载+内横墙自重=1.43+14.52+8.54=24.49kN/m活载=板传荷载=6.76kN/m（4）A轴纵向集中荷载的计算①顶层柱顶层柱恒载=屋面边框架连梁所传恒载=14.72×5.4=79.49kN顶层柱活载=屋面边框架连梁所传活载=3.38×5.4=18.26kN②标准层柱标准层柱恒载=楼面边框连梁所传恒载=5.4×17.23=93.04kN标准层柱活载=楼面边框连梁所传活载=3.38×5.4=18.26kN基础顶面恒载=底层外纵墙自重+基础梁自重（取HW300×300×10×15）=10.65×5.4+94.5×9.8/1000×5.4=62.51kN（5）B轴纵向集中荷载的计算①顶层柱顶层柱恒载=屋面中框架连梁所传恒载=22.69×5.4=122.53kN顶层柱活载=板传活载=6.76×5.4=36.51kN②标准层柱标准层柱恒载=屋面中框架连梁所传恒载=24.49×5.4=132.25kN标准层柱活载=屋面中框架连梁所传活载=6.76×5.4=36.51kN基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重=11.38×5.4+66.0×9.8/1000×（4.5-0.3）=64.17kN风荷载计算

图2.3.2竖向受荷总图作用在屋面梁和楼面梁节点处的集中风荷载标准值Wkzsz0(hihj)B/2其中基本风压W。=0.45kN/m2。风载体型系数s=1.3。风压高度变化系数zBz1.0.2.3-12.3-2表2.1-1正面风荷载计算表离地面Zzzs0hihjB（kN）19.21.231.00.80.453.625.46.7015.61.151.00.80.453.63.65.48.05121.061.00.80.453.63.65.47.428.411.00.80.453.63.65.47.004.811.00.80.454.83.65.48.16表2.1-2 背面风荷载计算表离地面Zzzs0hihjB（kN）19.21.231.0-0.50.453.625.44.1815.61.151.0-0.50.453.63.65.45.03121.061.0-0.50.453.63.65.44.648.411.0-0.50.453.63.65.44.374.811.0-0.50.454.63.65.45.10图2.3.3 风荷载示意图风荷载作用下的位移验算D见表2.4-1，表2.4-2：表2.4-1横向2-5层D值计算构件名称_ ibiic_ ic _2iDicch2（kN/m）A轴柱0.3090.1392917B轴柱0.6190.2364951C轴柱0.3090.1392917D2529172917495110785kN/m表2.4-2横向底层D值的计算构件名称_ ibiic_ 0.5ic _2iDicch2（kN/m）A轴柱0.2430.3314972B轴柱0.4850.3965948C轴柱0.2430.3314972D497249725948

kN/m风荷载作用下框架侧移计算

Vjn顶点侧移是所有各层层间侧移之和n

uujj1表2.4-3风荷载作用下框架侧移计算层次Wj(KN)Vj(KN)D(KN/m)ΔujΔuj/h510.8810.88107850.00101/3569413.0823.96107850.00221/1621312.0536.01107850.00331/1078211.3747.39107850.00441/819113.2760.65158920.00381/1258nnuΔuj=0.0148m，1/819＜1/550（满足）j1竖向荷载作用下的内力计算恒荷载作用下的内力计算（弯矩二次分配法）（1）运用EXCEL列表，运算过程如下表2.5-1，计算结果见图2.5.1-3.表2.5-1 恒载下弯矩二次分配计算表图2.5.1恒荷载作用下的弯矩图（kN·m）图2.5.2恒荷载作用下的剪力图（kN）恒载下柱子轴力计算如下表2.5-2所示表2.5-2 柱轴力计算表层数柱号柱顶轴力柱自重柱底轴力5层A129.279.49208.694.932213.622B143143122.53408.534.932413.462C129.279.49208.694.932213.6224层A130.793.04437.3624.932442.294B136136132.25817.7124.932822.644C130.793.04437.3624.932442.2943层A130.293.04665.5344.932670.466B136136132.251226.8944.9321231.826C130.293.04665.5344.932670.4662层A130.293.04893.7064.932898.638B136136132.251636.0764.9321641.008C130.293.04893.7064.932898.6381层A129.893.041121.4786.561128.038B137137132.252047.2586.562053.818C129.893.041121.4786.561128.038图2.5.3 恒荷载作用下的轴力图（kN）活载作用下的内力计算（满布活载，弯矩二次分配法计算计算结果如表表2.5-3 活载下弯矩二次分配计算表图2.5-4 活荷载作用下的弯矩图（kNm）图2.5-5活荷载作用下的剪力图（kN）图2.5-6 活荷载作用下的轴力图（kN）水平荷载标准值作用下的内力计算框架在风荷载（从左向右）下的内力用D值法进行计算。其步骤为：（1）求各柱反弯点处的剪力值；（2）求各柱的反弯点高度；（3）求各柱的杆端弯矩及梁端弯矩；（4）求各柱的轴力和梁剪力。Im

DimV

VWim i ii框架柱反弯点位置：yy0y1y2y3如图2.6.1-3所示。

计算过程如下表2.6-1-4所示，计算结果2.6-1 A(C)轴框架柱反弯点位置层号h/miy0y1y2y3yyh53.60.3090.200000.20.7243.60.3090.350000.351.2633.60.3090.450000.451.6223.60.3090.5500-0.050.51.8014.80.2430.930-0.0500.884.22表2.6-2 B轴框架柱反弯点位置层号h/miy0y1y2y3yyh53.60.6190.350000.351.2643.60.6190.400000.41.4433.60.6190.450000.451.6223.60.6190.5000-0.0280.4721.7014.80.4850.700-0.0500.653.12框架各柱的杆端弯矩，梁端弯矩按下算式计算。计算过程见表3.9-表3.12。Mc上(1y)h ，Mc下yi左 i右

b （M M ）

b

M ）b b

i左i右

C下j

C上j

b右

i左i右

C下j

C上jb 边柱弯矩：Mb总jMC下j1MCb 表2.6-3 风荷载作用下A(C)轴框架柱剪力和梁柱端弯矩的计算层数Vi/DVimyhMC上MC下MB右510.880.272.9380.728.462.128.46423.960.276.4691.2615.148.1517.25336.010.279.7231.6219.2515.7527.40247.390.2712.7951.8023.0323.0338.78160.650.3118.8024.2210.9079.3433.94表2.6-4 风荷载作用下B轴框架柱剪力和梁柱端弯矩的计算层数Vi/DVimyhMC上MC下MB左MB右510.880.4594.991.2611.696.295.845.84423.960.45911.001.4423.7515.8415.0215.02336.010.45916.531.6232.7326.7824.2824.28247.390.45921.751.7041.3336.9834.0534.05160.650.37422.683.1238.1170.7737.5437.54图2.6.1 风荷载作用下的弯矩图（kNm）图2.6.2 风荷载作用下的梁端剪力（kN）内力组合

图2.6.3风荷载作用下柱端轴力（kN）由于地震设防烈度为六度，建筑物属于丙类，根据《建筑抗震设计规范》第3.14条规定，可不进行地震作用计算。各种荷载情况下的框架内力求得后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。各内力组合见表2.7-1--表2.7-3。表2.7-1 用于承载力计算的框架梁内力计算表（梁AB）层数恒载活载左风右风Mmax及VMmin及VV 及Mmax①②③④组合项目值组合项目值组合项目值5左M-166.3-50.48.46-8.46A-274A-274V129.239-1.591.59206.2206.2中M108.932.91.31-1.31A179.3右M-228.3-69.1-5.845.84A-366A-366V-143-43.3-1.591.59-229-2291左M-77.2-56.033.94-33.94C-176A-159.1V129.840.1-7.947.9201.2214.5中M98.231.70.83-0.83A163.6右M-212-65.5-37.5437.54A-350.4A-350.4V-137-42.0-7.947.94-226.1-226.1注：1.将上述荷载按以下三种方式进行组合A 1.35×①+1.4×0.7×②B 1.2×①+1.4×(③or④)C 1.2×①+1.4×0.7×②+1.4×0.6×(③or④)2.表格中弯矩单位为kNm，剪力单位为Kn,弯矩下部受拉为正表2.7-2 用于承载力计算的框架柱内力计算表（A轴柱）层数恒载活载左风右风Nmax及MNmin及MM 及Nmax①②③④组合项目值组合项目值组合项目值5上M166.350.4-8.468.46A273.9B187.8A273.9N208.739-1.591.59320.0248.2320.0下M112.134.4-2.122.12A185.0B131.6A185.0N213.639-1.591.59326.6254.1326.6V110.6923.6-2.942.94172.6128.7172.62上M89.927.8-23.0323.03A148.6B75.6C154.5N893.7161-19.2819.281364.31045.41246.4下M10432.1-23.0323.03C171.9B92.6C175.6N898.6161-19.2819.281370.91051.31252.3V53.916.6-12.812.889.046.891.71上M77.223.9-10.9010.90C127.6B77.4A127.6N1121.5201.1-27.2227.221711.11307.71711.1下M49.315.2-79.3479.34C81.5B-51.9C140.7N1128.1201.1-27.2227.221720.01315.61573.7V26.48.14-18.818.843.65.455.4注：1.将上述荷载按以下三种方式进行组合A 1.35×①+1.4×0.7×②B 1.2×①+1.4×(③or④)C 1.2×①+1.4×0.7×②+1.4×0.6×(③or④)2.表格中弯矩单位为kNm，剪力单位为Kn,柱弯矩以顺时针旋转为正表2.7-3 用于承载力计算的框架柱内力计算表（B轴柱）层数恒载活载左风右风Nmax及MNmin及MM 及Nmax①②③④组合项目值组合项目值组合项目值5上M00-11.6911.69A0.0B-16.4B-16.4N408.586.600636.3490.2490.2下M00-8.298.29A0.0B-11.6B-11.6N413.586.600643.1496.2496.2V00-5.555.550.0-7.8-7.82上M00-41.3341.33A0.0B-57.9B-57.9N1636335.8002537.71963.21963.2下M00-36.9836.98A0.0B-51.8B-51.8N1641335.8002544.41969.21969.2V00-21.721.70.0-30.4-30.41上M00-28.1128.11A0.0B-39.4B-39.4N2047.3419.8003175.32456.82456.8下M00-70.7770.77A0.0B-99.1B-99.1N2053.8419.8003184.02464.62464.6V00-22.722.70.0-31.8-31.8注：1.将上述荷载按以下三种方式进行组合A 1.35×①+1.4×0.7×②B 1.2×①+1.4×(③or④)C 1.2×①+1.4×0.7×②+1.4×0.6×(③or④)2.表格中弯矩单位为kNm，剪力单位为Kn,柱弯矩以顺时针旋转为正；结构构件验算框架柱的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GB50017计算。（1）A轴框架柱的验算x y x y x ①标准层及顶层：柱截面为：HW3503501219,其截面特性为：A=173.9cm2I=40300cm4I=13600cm4i=15.2cm,i=8.84cm,x y x y x x y x y x 底层：柱截面为：HW400×400×13×21, 其截面特性为A=219.5cm2,I=66900cm4,I=22400cm4,i=17.5cm,i=10.1cm,x y x y x xcm3.主梁的截面为：HN400×200×8×13,其惯性距为：I=23700cm4。x②控制内力Mu=273.9kNMu=154.5kNm,

Nu=320.0kN,Nu=1364.3kN,

=172.6kN=91.7kNMu=127.6kN③强度验算截面无削弱

Nu=1720kN,

Vu=55.4kN。验算顶层时，对第一组内力为：NuMu=

320103173.9

273.91061.052300

=131.92N/mm2<f=295N/mm2满足要求。验算二层时，对控制内力为：NuMu=

1364.3103173.9102

154.51061.052300

=142.43N/mm2<f=295N/mm2满足要求。底层验算：对控制内力为：NuMu=

1720103219.5102

127.61061.053340

=114.74N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。④弯矩作用平面内稳定计算由于横梁中轴力很小在计算柱计算长度系数时，略去影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计算。Ib/lb顶层：K1 Ic/lc

1.1

0.309，Ib/lbK2 Ic/lc

1.1

0.309，ux=1.9，则

1.936045120235/fy235/fy

99.0，fy/235/x =45 =45，Bfy/235/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0 2EA 3.1422.06108173.9104NEx=

1.1x2

1.1452

=15856kN对控制内力：N M

320103

1.0273.9106dmx u A ⎛ ⎞ 0.928173.9102 3

320⎞x W⎜10.8N

1.052300

⎜10.8 ⎟⎠xx⎜⎠⎝

NEx

⎝ 14248⎠=135.3N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb二层：K1 Ic/lc

1.1

0.309，Ib/lbK1 Ic/lc

1.1

0.309，ux=1.9，则

1.936045120235/fy235/fy

99.0，fy/235/x =45 =45，Bfy/235/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0 2EA 3.1422.06108173.9104NEx=

1.1x2

1.1452

=15856kN对控制内力：N M

1364.3103

1.0154.5106dmx u A ⎛ ⎞ 0.928173.9102 3

1364.3⎞x W⎜10.8N

1.052300

⎜10.8 ⎟⎠xx⎜⎠⎝

NEx

⎝ 14248⎠=153.8N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb底层：K1 Ic/lc

1.4

0.243，K2=10，ux=0.7，则

0.748019.2120235/fy235/fy

120，fy/x =19.2，Bfy/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0 2EA 3.1422.06108219.5104NEx=

1.1x2

1.119.22

=109942kN对控制内力：N M

1720103

1.0127.6106dmx u A ⎛ ⎞ 0.983219.5102 3

1720⎞x W⎜10.8N

1.053340

⎜10.8 ⎟⎠xx⎜⎠⎝

NEx

⎝ 109942⎠=116.6N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。⑤弯矩作用在平面外稳定计算x纵向框架仍取HN400200711, 其惯性距为：I与柱刚接柱脚纵向也取刚接。xIb/lb顶层：K1 Iy/lc

0.349/1.1

Ib/lb0.515，K2 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，uy=1.59，则

1.5936037.65120235/fy235/fy

120，fy/x =37.65，Bfy/xy21.07 y

f

1.04，b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对控制内力：N M

320103

1.0273.9106tx x 1.0

N/mm2A W

0.91173.9102

1.022300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。毕业设计计算书毕业设计计算书PAGEPAGE39Ib/lb二层：K1 Iy/lc

20.349/5.41.1

Ib/lb1.03，K2 Iy/lc

20.349/5.41.1

1.03，uy=1.32，则

1.3236031.2120235/fy235/fy

120，fy/x =31.2，Bfy/xy21.07 y

f

1.05，b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对控制内力：N M

1364.3103

1.0154.5106tx x 1.0

N/mm2A W

0.932173.9102

1.052300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb底层：K1 Iy/lc

20.349/5.41.1

1.03，K2=10，uy=1.17，

1.1748036.9＜120235/fy235/fy

120fy/y =36.9，Bfy/yy21.07 y

f

1.04，b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对第控制内力：N M

1720103

1.0127.6106tx x 1.0

N/mm2A W

0.932219.5102

1.051720103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。⑥局部稳定不考虑抗震时，轧制H型钢截面不必验算局部稳定。（2）B轴框架柱的验算①标准层及顶层：柱截面为：HW3503501219,其截面特性为：A=173.9cm2Ix=40300cm4Iy=13600cm4ix=15.2cm,iy=8.84cm,Wx=2300cm3,Wy=776cm3.底层：柱截面为：HW400×400×13×21, 其截面特性为：毕业设计计算书毕业设计计算书PAGEPAGE92x y x y x A=219.5cm2,I=66900cm4,I=22400cm4,i=17.5cm,x y x y x xcm3.主梁的截面为：HN400×200×7×11,其惯性距为：I=20000cm4。x②控制内力Mu=16.4kNm，Nu=490.2kN，Vu=-7.8kN和Mu=0kNm，Nu=636.3kN，=0N；Mu=-57.9kNm，Nu=1963.2kN，=-51.8kN和Mu=0kNm，

Nu=2537.7kN，

Vu=0kN。Mu=-99.1kNm，Nu=2464.6kN，=-31.8kN和Mu=0kNm，③强度验算截面无削弱

Nu=3184kN，

Vu=0kN。验算顶层时，对第一组内力为：NdMu=

490.2173.9

16.41061.052300

=34.9N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：NdMu=

303902

01061.052300

=35.5N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。二层验算：对第一组内力为：NdMu=

1963.2173.9102

57.91061.052300

=136.86N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：NdMu=

2537.7173.9102

01061.052300103

=145.9N/mm2<f=295N/mm2。满足要求。NdMu=

2464.6219.5102

99.11061.053340

=140.5N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：NdMu=

3184103502

01061.053340

=145.0N/mm2<f=295N/mm2。满足要求。④弯矩作用平面内稳定计算由于横梁中轴力很小在计算柱计算长度系数时，略去影响。柱脚在横向为刚接，不考虑梁的组合效应，按纯钢梁计算。Ib/lb顶层：K1 Ic/lc

0.341.1

Ib/lb0.618，K2 Ic/lc

0.341.1

0.618，ux=1.48，则

1.4836035.0120235/fy235/fy

120，fy/x =35，Bfy/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0x2EA 3.1422.06108173.9104xNEx=1.12

1.1352

=26212kN.对第一组内力：N M

490.2103

1.016.4106dmx u A ⎛ ⎞ 0.918173.9102 3

490.2⎞x W⎜10.8N

1.05230010

⎜10.8 ⎟xx⎜ N

⎝ 26212⎠⎝ Ex⎠=37.6N/mm21<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

636.3103

1.00106dmx u A ⎛ ⎞ 0.918173.9102 3

490.2⎞x W⎜10.8N

1.05230010

⎜10.8 ⎟xx⎜ N

⎝ 26212⎠⎝ Ex⎠=39.9N/mm2<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb二层：K1 Ic/lc

0.341.1

Ib/lb0.618，K2 Ic/lc

0.341.1

0.618，ux=1.48，则

1.4836035.0120235/fy235/fy

120，fy/x =35，Bfy/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0x2EA 3.1422.06108173.9104xNEx=1.12

1.1352

=26212kN.对第一组内力：N M

1963.2103

1.057.9106dmx u A ⎛ ⎞ 0.918173.9102 3

1963.2⎞x W⎜10.8N

1.05230010

⎜10.8 ⎟⎠xx⎜⎠⎝

NEx

⎝ 26212⎠=148.5N/mm21<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

2537.7103

1.00106dmx u A ⎛ ⎞ 0.918173.9102 3

1963.2⎞x W⎜10.8N

1.05230010

⎜10.8 ⎟⎠xx⎜⎠⎝

NEx

⎝ 26212⎠=159.N0/mm2<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb底层：K1 Ic/lc

0.341.1

0.618，K2=10，ux=1.25，则

1.2548034.3120235/fy235/fy

120，fy/x =34.3，Bfy/框架为右侧移的纯框架，mx=1.0 2EA 3.1422.06108219.5104NEx=

1.1x2

1.134.32

=34449kN.对第一组内力：N M

2464.6103

1.099.1106dmx u A ⎛ ⎞ 0.992219.5102 3

2464.6⎞x W⎜10.8N

1.053340

⎜10.8 ⎟xx⎜ N

⎝ 34449⎠⎝ Ex⎠=143.2N/mm21<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

3184103

1.00106dmx u A ⎛ ⎞ 0.992219.5102 3

2464.6⎞x W⎜10.8N

1.053340

⎜10.8 ⎟xx⎜ N

⎝ 34449⎠⎝ Ex⎠=146.2N/mm21<f=295N/mm2，满足要求。⑤弯矩作用在平面外稳定计算纵向框架仍取HN400200711, 其惯性距为：Ix与柱刚接柱脚在纵也取刚接。Ib/lb顶层：K1 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，Ib/lbK2 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，uy=1.32，则

1.3236031.3120235/fy235/fy

120，fy/y =31.3，Bfy/yy21.07 y

f

1.05,b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对第一组内力：N M

490.2103

1.016.4106tx x 1.0 37.0N/mm2A W

0.932173.9102

1.02300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

636.3103

1.00106tx x 1.0 39.3N/mm2A W

0.932173.9102

1.02300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb二层：K1 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，Ib/lbK2 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，uy=1.32，则

1.3236031.3120235/fy235/fy

120，fy/y =31.3，Bfy/yy21.07 y

f

1.05,b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对第一组内力：N M

1963.2103

1.057.9106tx x 1.0 145.1N/mm2A W

0.932173.9102

1.02300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

2537.7103

1.00106tx x 1.0 156.6N/mm2A W

0.932173.9102

1.02300103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。Ib/lb底层：K1 Iy/lc

20.349/1.1

1.03，K2=10，uy=1.17，则

1.1748032.1120235/fy235/fy

120，fy/y =32.1，Bfy/yy21.07 y

f

1.05，b 44000 235tx1.0，截面的形状系数得1.0对第一组内力：N M

2464.6103

1.099.1106tx x 1.0 149.1N/mm2A W

0.929219.5102

1.02464.6103y b1x<f=295N/mm2，满足要求。对第二组内力：N M

3184103

1.00106tx x 1.0 156.1N/mm2A W

0.929219.5102

1.02464.6103y b1x⑥局部稳定不考虑抗震时，轧制H型钢截面，不必验算局部稳定。框架梁的验算H外，主梁一般不考虑组合效应，按钢梁计算。ABx y ①截面特征：AB跨：梁的截面为：HN400200×813,其截面特征为：A=84.12cm2I=23700cm4I=1740cm4，x y ②控制应力AB跨:顶层：M=-366kNm，V=-229kN底层：M=-350.4kNm，V=-226.1kN；③强度验算截面无削弱，按拉弯构件验算正应力，不必验算局部压应力。顶层：AB:

M

3661061.051190

=292.9N/mm2<f=310N/mm2,满足要求。腹板承受的剪应力：AB:VSItw

229103(20013193.58187187/237001048

=77.66N/mm2<f=180,N/mm2满AB:M

350.41061.051190

=280.4N/mm2<f=310N/mm2,满足要求。腹板承受的剪应力：AB:VSItw足要求。④挠度验算

226.1103(20013193.58187187/237001048

=77.2N/mm2<f=180N/mm2,满V Ml (21.8874.04)1066600 1 1

= k

，满足要求。l 10EIx 102.06101370010 445794 8 4

400V Ml 0.67)1062400 1 1

= k

，满足要求。l 10EIx 102.0610161010 6253016 8 4

400框架连接设计框架连接设计包括主梁与柱，次梁与主梁及柱脚的设计，连接设计时必须满足传力和刚度的要求，同时还须与计算简图一致。另外，还要尽量简化构造，方便施工。6满足抗震变形的要求，且加工，安装方便，因此采用这种方式。梁与柱栓焊连接设计BABM366KN中距3d0，焊脚尺寸取12mm；1

；螺栓边距2d0；螺栓I[

023

02（200+12/22]2[

200

02（200-13+12/22]2w 12 1212(20013)3 8 42 3.9610mm12Mh336106400

2 w2wI 2 3.96w

2 169.8N/mm

215N/mmt可采用手工焊，焊条采用E43型，二级焊缝fw215N/mm2t2梁翼缘的塑性截面模量：Wpf

btfhtf200134001310062000.7Wpb0.7156902109831.4Wpf8.8，M200.45M20P=125KNNb0.9n

0.910.4512550.6KNv f p一个高强螺栓的承载力设计值：取RE0.85且由于施工时先栓后焊，考虑焊接时Nb0.9n

⎛0.9p⎞50.6

0.9

53.6KN螺栓引起的预应力损失，则 v

⎜ ⎝ RE

0.85NbnVNbv

229

4.3

个，实际取

n

，取 6 个 M20：p2.5mm;de17.7;V

245mm2 50.6 0连接腹板厚度tlnd0

200620125

,实际取8mm3（强连接弱构件原则）Mbftfhtff03030068KNmMpbMpWpbfy15690223536.87KNmM402.48KNm1.2Mp1.236.8744.24KNm腹板净截面面积的极限抗剪承载力：Awn40013231682608mmVu10.58Awnfu0.582608430650.4KN腹板连接板净截面面积的极限抗剪承载力：Vu2

0.58Apl

0.584003168430702KNwnwnV 0.58nfb0.58162451040886.7KNu3Vu4

fndtf

eu62081.5430619.2KNuin1u2u3u42KN⎛2 ⎛2 p1.3⎜ ⎟1.3⎜ ⎟18.8KN⎜ln ⎟

5.1 ⎠⎝ ⎠且0.58hwtwfy0.584002138235407.8KNVu符合要求，可以。2.9.2.梁柱节点域的承载力1VPhbhetw400213400221131740596mm30.7,Mpb2336KNm∵M311KNmMpb2实际计算，这里偏安全的取Mpb1336KNmM M

0.73362106

4 4125pb1VP

pb

1740596 270.23

166.67N/mm23bc3743748.3t90 90

13节点域不满足抗剪强度的要求，柱腹板应予补强。加焊钢板，加焊厚板件应伸出（2MM

(35.9639.56)106

4 f 4125b1 b2 125.73mm2 V 196.08N/mm2VP3

629280

30.85柱在节点域腹板厚度tw

hbhc6.66，故可不验算。70次梁节点设计M20μ=0.50，10.9，P=155kN。以屋面主次梁连接为例顶层楼面荷载标准值：7.56kN/m2次梁自重1.97kN/m根据结构平面布置图，可得次梁端剪力设计值V=1.35*（6.33.0+1.97）*5.4/2+1.40.7*（2.03.0*5.4/2）=91.9kN3210X260X10.2.9.1图2-9.1 主次梁拼接节点单个螺栓抗剪强度vNb=0.920.50155=139.5kNv螺栓连接承受内力V=91.9kNM=Ve=

Ve

91.9(300/21050)

19.3kNm螺栓受力yNv=V/n=91.9/3=30.3kNyMmMymaxMivx y2iv

19.31032802

120.6KN(NX )(NX )(NY)M2V2120.6230.32螺栓强度合格

124.4KNNb139.55KN主梁加劲肋计算ts=10mm，hf=20mm,145270稳定性计算支座反力N=2V=291.9=183.8kNss 计算截面面积：A=tb+210Xt2=10300+215102=6000mmss MMI=103003/12=2.251074MM回转半径IA2.271076000i= IA2.271076000计算长度取梁腹板高长细比λ=l0/i=374/61.24=6.1截面属于C类截面，查表知 =0.997N 183..8103 2 2A0.997600030.72N/稳定性合格承压面积bA=30010=3000mm2b

f215N/mmce钢材端面承压强度设计值：f=325N/mm2ceN合格

183.83000

61.3N/mm2

fce

325N/mm2焊缝验算焊缝计算长度，考虑加劲肋板切脚长度60mm。lW=hW-2X60=270-260=150<60hf=1200mm,lW=150mm。焊缝截面模量W fW=0.7hl2/6=0.7201502/6=52.5mmW f焊缝受力f

V20.7hflw

91.910320.720150

21.9N/mm2MWfMWW

19.3106252.5

183.8N/mm22221.92183.82

185.1KN/mm2ffw200N/mm2强度满足，主次梁连接合格。柱脚设计采用靴梁式柱脚，对A轴柱，采用的设计内力为M140.7kNm

N1573.7kNV55.4kN，砼为C20，f11N/mm2,Q345B，E5025a确定底板的尺寸：槽钢宽度为77mm，每侧悬出60mm，则底板宽度为B400215260550mmmm,取600mm由

N6M

,得L548.1mm,取L600mmBL Bcc确定底板锚栓直径先判断一下底板是否全部为压

1573.71036140.710622max

BL

600600 600

8.07N/mm

1573.71036140.710622min

BL

600600 600

0.1N/mm因此全截面受压。柱脚按构造取4根直径为24mm的锚栓，材料为Q345。确定底板厚度在底板的三边支承部分所承受基础反力较大，边界条件为不利。因此，这部分板所受弯矩最大，取q=8.07N/mm2，由b200mm,a400mm，有b/a0.5，则三边支1 1 1 1承板弯矩系数0.058，故3 Mqa20.0588.07400274889.6N3 6M/f取f295N/mm2，则底板厚度t 39.0mm，6M/f靴梁强度验算靴梁为两个槽25a和底板组成，中和轴位置为：a50030(17125)100.7mm5003023490xI2337010423490100.7234503(12534100.717)2x1.67109mm4靴梁所受的力偏于安全地取V8.07500150/1000605.2kN弯矩M605.20.07545.39kNm 2 45.39106 2 61.5N/mm＜f315N/mm1.66109焊缝计算柱与靴梁受力最大一侧的焊缝的压力为N1N/2M/h1573.7/2140.7/0.31255.8kNlw4(25020)920mm1255.8103则hf

0.79202009.75mmhf

10mm剪力由槽钢与底板水平连接焊缝承受，按构造取焊脚尺寸为10mm，由于该焊脚很长，应力很小，不必计算。柱底剪力由底板与砼之间的摩擦力承受，摩擦系数可取0.4，因V55.4kN＜0.41573.7629.5kN，满足要求，故不必设抗剪键。（7）B柱的柱脚可类此进行设计，不在赘述。基础设计基础承受框架柱传来的弯矩、轴力和剪力以及基础的自重、基础回填土的重量、基础梁传来的荷载等。这些荷载与地基反力平衡，可用柱下独立基础。荷载确定对于A轴柱而言，由柱传至基础顶的荷载：MK140.7kNm，NK1573.7kN，VK55.4kN；基础混凝土强度等级强度等级为C20HRB335C15100mm承载力特征值为fak200kPa，基础埋深d2.0m。基础计算①确定基础高度初步确定基础高度1000mm。②初估基础底面积A Nkfakmd

1573.720020

9.8m210%~40%（1.1~1.4）A=10.8~13.7m2b=3.2m，l=3.2m③修正fakfafk(b3)r0(d0.5)r02001.6(3.23)18.21.6(2.00.5)18.2264KPaW1b2l13.223.25.46m3，Gbld203.23.22.0409.6kN6 6 k m基础边缘的最大和最小应力为pk

NkMkh1573.7409.6140.755.41.0

209.36

kN/m2min

bl

3.23.