成都市会展中心大楼设计.doc

成都市会展中心大楼设计 摘要摘要：本工程为拟建会展中心大楼一幢，该建筑总建筑面积约4000m2，主体结构采用 钢框架结构。建筑主体为三层，地处成都市市区，抗震设防烈度为7度，本设计主要分 为建筑设计和结构设计两部分。 建筑设计部分：通过查阅钢框架建筑设计手册以及钢框架建筑设计规范 等材料进行总体布局、平面与竖向交通、建筑选型以及防火和疏散要求。主要完成建 筑设计构思、平面布局、立面设计、剖面设计以及防火和疏散设计。平面要布局合理、 立面要简洁大方，能够满足功能要求。结构设计部分：根据钢结构设计原理等材 料完成结构布置、荷载计算、内力组合、构件验算、节点设计以及基础设计。 本建筑上部结构采用钢结构体系，下部采用独立基础。 关键词关键词：会展中心；钢框架结构；建筑设计；结构设计 The Convention and Exhibition Center of Chengdu Student majoring in Civil Engineering Cui Yanchao Tutor Guo Min Abstract: This project for a proposed conference and exhibition center building, the building is a total construction area of about 4000 m2.The main structure with steel frame structure.principal part is threestorey. Located in the city of Chengdu. Seismic fortification intensity of 7 degrees. The design consists of architectural design and structural design in two parts. Part of architectural design:By looking at the steel frame building design manual and specifications for design of steel frame construction materials such as general layout, selection of plane and vertical transportation, building and fire prevention and evacuation requirements.Main completed building design, plane layout, facade design, section design and fire protection and evacuation design.Rational layout, facade is concise and easy, meet the functional requirements.Structural design elements include : According to the principle of the steel structure design, such as complete structure layout, load calculation, the composition and components of the internal force calculation, node design and basic design. Key words: exhibition center; steel frame structure;the architectural design; the structure design 成都市会展中心大楼设计成都市会展中心大楼设计 中文摘要 I ABSTRACT .II 第一章 建筑设计 .1 1.1 建筑概况.1 1.2 工程概况.1 1.3 使用要求.1 1.4 建筑设计说明.1 1.5 结构布置.3 1.6 自然条件.4 第二章 结构设计 .6 2.1 结构设计说明.6 2.2 结构方案布置及选型.6 2.3 恒荷载计算.8 2.4 框架计算简图10 2.5 竖向荷载计算12 2.6 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算16 2.7 地震荷载计算19 2.8 内力计算23 2.9 内力组合56 2.10 构件验算 .64 2.11 节点域设计 .70 2.12 节点设计 .71 2.13 钢柱脚设计 .74 2.14 基础设计.76 2.15 压型钢板组合楼板设计.81 总 结 86 致 谢 87 参考文献 .88 外文资料翻译 .89 一、资料原文89 二、资料翻译93 0 第一章 建筑设计 1.1 建筑概况 工程名称： 成都市会展中心大楼 建设地点： 成都市市区 建筑面积： 4050m2 层数： 3 层 建筑总高度：13.5 米 （从室外地坪算起） 建筑类型： 框架结构 1.2 工程概况 本工程成都市会展中心大楼为钢框架结构体系，建筑物平面为“一”字形。第一 层层高 4.8 米，第二层和第三层为 4.2 米，室内外高差为 0.45 米。钢框架结构受力合 理，建筑设计灵活、施工方便、工业化程度较高。它包括下列几部分承重构件： （1）横向框架：由基础、柱、框架梁组成。 （2）纵向框架：由基础、柱、框架梁组成。 1.3 使用要求 会展中心大楼建筑面积 4050 平方米，每展位含通道灯占面积 20 平方米，人均面 积约为 1.34 平方米，1000 平方米的极限使用人数为 700 人，男女比例为 3:1，本大楼 每层 1050 平方米，设计使用人数每层 500 人。根据使用要求，功能分区包括检票口、 前厅、展厅、休息空间、存储区、会议洽谈区、办公区、卫生间和楼梯间及消防通道。 1.4 建筑设计说明 平面设计应满足以下条件1：根据全建筑物的人流流程、交通运输、卫生、防火、 气象、地形、地质以及建筑群体艺术等条件，确定这些建筑物与构筑物之间的位置关 1 系；合理的组织人流、货流，避免交叉和迂回；布置各种工程管线；进行竖向设计及 绿化、美化布置等。 1.4.1 平面设计特点 作为城市会展中心，需要大跨度结构，所以平面纵向每跨 9 米，横向每跨 6 米， 每层设置两个展厅，每个展厅尺寸为 18 米12 米，每层设 4 个办公室满足会谈需要， 储物室每层两个，每个储物室尺寸为 9 米6 米，卫生间布置在建筑的两边，男女卫生 间各两个。在中心大厅处设置一个双分平行楼梯，楼梯开间 9 米，进深 7 米，建筑两 边各布置一个开间 4 米，进深 4 米的双跑楼梯。底层设 4 个门，为正门、后门、两侧 门。 1.4.2 立面设计特点 该建筑立面为了满足采光和美观需求，除门厅部分外采用统一的铝合金门窗，门 厅部分上部各层采用组合窗。外墙面根据建筑做法说明采用玻璃结构，玻璃外层 涂抹防火材料，玻璃幕墙上设开启扇，玻璃幕墙通过钢架支撑，钢架与柱通过钢节点 连接。不同分隔区采用不同的颜色区隔，以增强美感。 1.4.3 剖面设计 建筑剖面表示建筑物内部的垂直方向建筑物的高度、分层、以及建筑结构形式和 构造方式等基本特征。 剖面设计的具体任务是：确定建筑高度；选择承重结构及围护结构方案；建筑物 的采光、通风及屋面排水等问题。 在本设计中，建筑高度为 13.5m，承重结构为钢框架，维护结构为玻璃幕墙结构。 1.4.4 防火分区 本建筑总层高 13.5 米，采用钢框架结构，可知按耐火等级二级设计。 水平防火分区：安全疏散距离满足房门至外部出口或封闭楼梯间最大距离小于 35m，大房间设前后两个门，小房间设一个门，满足防火要求；室内消火栓设在走廊两 侧,每层两侧及中间设 3 个消火栓，最大间距为 25m,满足间距 50m 的要求。 2 竖向防火分区：每层建筑两层设置有消防楼梯，楼梯为钢筋混凝土耐火结构，建 筑中间大楼梯跨度 9 米为双分平行楼梯，底层 4 道门，有利于疏散人群。 1.4.5 采光通风设计 采光：白天，室内利用天然光线进行照明的叫做天然采光。由于天然光线质量好， 又能节约能源，只有天然采光不能满足要求时才辅以人工照明。 在本设计中，由于外墙采用玻璃幕墙，大部分区域采用透明玻璃，在一些特殊区 域使用有色玻璃做特殊处理，例如，卫生间、储藏室等。 通风：玻璃幕墙上设置开启扇，设计规范中开启面积不得大于建筑面积的百分之十五。 考虑到安全因素，开启角度不得大于 15 度，开启距离不得大于 300mm。 1.4.6 抗震设计 本建筑设计抗震设防烈度为 7 度，抗震等级为二级。建筑的平立面布置规则，建 筑的质量分布和刚度变化均匀，楼层没有错层，满足抗震要求。 1.5 结构布置 1.5.1 柱网布置 首先柱网尺寸应最大限度地满足建筑使用功能的要求,然后根据造价最省得原则， 充分考虑加工、安装条件等因素综合确定。由于钢结构承载能力高而质量轻，与钢筋 混凝土结构相比，钢结构应采用较大柱网尺寸，在节约造价的同时提高建筑的利用率。 综合考虑以上条件，柱网尺寸纵向跨度取 9 米，横向跨度取 6 米。 1.5.2 选择结构形式 建筑物的结构形式应满足传力可靠，受力合理的要求。对多层钢结构建筑，可采 用纯钢结构形式，框架应双向刚接。如果结构刚度要求较高，纯框架难以满足要求， 可采用支撑框架形式。由于本工程位于 7 度抗震设防区，结构只有 3 层，高度只有 13.6 米（含女儿墙） ，结构形式又比较规则，结构刚度要求不太高，纯框架形式很容易 满足，经济性能优于框架支撑体系，故采用钢框架结构形式。 3 1.5.3 选择楼板形式 首先楼板的方案选择要满足建筑设计的要求、自重小，保证楼盖有足够的刚度要 求。常见形式有钢筋混凝土现浇楼板、预制楼板、压型钢板等。预制楼板整体刚度较 差，而非组合型压型钢板的楼板较厚，造价高，纯钢筋混凝土楼板自重大，组合型压 型钢板自重小，刚度大，能够满足各项要求，综合考虑造价、施工水平及室内顶棚抹 灰等，所以选择压型钢板组合楼板。 1.5.4 选择基础形式 工程地质条件： 基础底面持力层为中砂，地基承载力特征值=220kPa； ak f 地基主要受力层范围内无软弱粘性土层，且地面下 17m 深度范围内为不液化土层，地 面下深度 20m 范围内土层的等效剪切波速=205m/s，覆盖层厚度超过 50m。场地类vse 别为 3 类，采用柱下独立基础，基础埋置深度为 2 米。 1.5.5 选择屋面形式 本设计屋面为不上人平屋面，四坡排水，排水形式是内排水。 构造做法：V 型轻钢龙骨吊顶、1mm 厚压型钢板、100mm 厚 C20 现浇钢筋混凝土板、 20mm 厚 1:3 水泥砂浆找平层、100mm 厚聚苯乙烯泡沫塑料保温板、1:8 水泥膨胀珍珠 岩找坡 2%最薄处 30mm 厚、二毡三油防水层。 1.6 自然条件 1.6.1 气象条件： 最热月平均温度 32.1 度。 最冷月平均温度-1 度。 夏季极端最高温 40.7 度。 冬季极端最低-3 度 4 1.6.2 相对湿度： 最热月平均湿度 74%。 1.6.3 主导风向： 主导风向为东北风，基本风压 0.30 2 kN/m 1.6.4 雨雪条件： 年最大降雨量 11300mm,月最大降水强度 370mm/d，基本雪压 0.1。 2 kN/m 0 第二章 结构设计 2.1 结构设计说明 2.1.1 结构设计要求： 建筑结构安全等级为二级，设防烈度为 7 度，类场地，设防烈度类别为乙类， 结构设计正常使用年限为 50 年。 2.1.2 设计资料 本建筑为公用建筑，活荷载为： 楼面均布活荷载标准值： 2.5kN/m2。 卫生间楼面均布活荷载标准值：2.0kN/m2 。 走廊、楼梯均布活荷载标准值：3.0kN/m2 。 屋面均布活荷载标准值： 不上人屋面： 2.0kN/m2 。 2.2 结构方案布置及选型 2.2.1 结构布置及选型 根据房屋使用功能及建筑设计的要求，本建筑结构体系选为钢框架体系，横向为 框架结构体系，纵向也为框架结构体系。框架梁柱均选用 H 形截面，采用 Q235 钢材。 框架柱与框架梁采用刚接，由于本建筑作为展览使用，大跨度结构为满足使用要求不 设次梁。楼板为压型钢板现浇混凝土组合楼板，选用 Q235 钢，压型钢板型号为 YX-75- 230-690，其上浇 100mm 厚 C20 混凝土。柱脚采用埋入式柱脚，柱下为钢筋混凝土独立 基础。 1 图 2-1 柱网布置图 图 2-2 竖向布置图 2 2.2.2 初步估计截面尺寸 1、梁截面尺寸初选 框架梁的高度根据跨度选用 主梁一：h=（1/151/30)L=（1/151/30)9000=300600mm，查教材钢结构 设计原理附表 8.9,选定主梁一为 HN400200813 A=84.12cm2；=23700cm4；=1196cm3；=16.8cm；=1740cm4；=4.54cm；= x I x W x i y I y iq 66kg/m。 主梁二： h=（1/151/30)L=（1/151/30)6000=200400mm 查附表 8.9，选定主梁二为 HN350175711，A=63.66cm2；=13700cm4； x I =782cm3； =14.7cm；=985cm4；=3.93cm；=50kg/m。 x W x i y I y iq 2、柱截面尺寸初选 柱截面尺寸根据长细比估计，由于轧制 H 型钢可以选用宽翼缘的形式，截面宽度 较大，因此，长细比假设值可适当减小。初定长细比=60。 底层柱子长度 5.25 米，可得=l/=8.75cm,查附表 8.9 选定底层柱截面尺寸为 y i HW4004001321,A=219.5cm2；=66900cm4； =3340cm3； x I x W x i =17.5cm；=22400cm4；=10.1cm；=172kg/m。 y I y iq 第二层和第三层层高都为 4.2 米，可得=l/=7cm，查附表 8.9 选定底层柱截面 y i 尺寸为 HW3503501219，A=173.9cm2；=40300cm4；=2300cm3；=15.2cm；=136 x I x W x i y I 00cm4；=8.84cm；=137kg/m。 y iq 2.3 恒荷载计算 2.3.1 恒荷载计算 （1) 屋面（不上人屋面） 100mm 厚 C20 现浇钢筋混凝土板 200.1=2kN/m2 3 1mm 厚压型钢板0.17 kN/m2 20mm 厚 1:3 水泥砂浆找平层 0.0220=0.2kN/m2 100mm 厚聚苯乙烯泡沫塑料保温板 0.10.5=0.05kN/m2 1:8 水泥膨胀珍珠岩找坡 2%最薄处 30mm 厚 （0.03+0.21)/210=1.2kN/m2 V 型轻钢龙骨吊顶 0.12kN/m2 二毡三油防水层 0.35kN/m2 合计 4.82kN/m2 （2）标准层楼面 10mm 厚防滑彩色釉面砖 0.0119.8=0.198kN/m2 30mm1:3 干硬水泥砂浆结合层 0.0320=0.6kN/m2 20mm 厚水泥砂浆找平层 0.0220=0.4kN/m2 100mmC20 钢筋混凝土板 0.120=0.2kN/m2 20mm 厚板底抹灰 0.25kN/m2 压型钢板 0.15kN/m2 V 型龙骨吊顶 0.12kN/m2 合计 4.22kN/m2 （3) 梁自重（加防火及装饰材料 0.5kN/m2） 纵梁 ZL1：HN400200813 梁自重 0.5+669.8 3 10 =1.43kN/m2 合计 1.43kN/m2 横梁 ZL2：HN350175711 梁自重 0.5+47.559.8 3 10 =0.99kN/m2 合计 0.99kN/m2 （4）顶层及标准层柱自重（加防火及装饰 0.5kN/m2） HW3503501219 柱自重 0.5+1379.8 3 10 =1.84kN/m2 合计 1.84kN/m2 底层柱自重（加防火及装饰材料 0.5kN/m2） HW4004001321 柱自重 0.5+1729.8 3 10 =2.19kN/m2 4 合计 2.19kN/m2 (5) 外墙 标准层 4.21kN/m2 =4.2kN/m 底层 4.81kN/m2 =4.8kN/m 女儿墙（玻璃幕墙） 0.31kN/m2 =0.3kN/m （6）内墙 轻质隔墙 0.3kN/m2 2.3.2 活荷载及其它荷载计算 （1）活荷载标准值计算 不上人屋面 0.5kN/m2 办公室、储存室、卫生间 2.0kN/m2 展厅、走廊、休息大厅 3.0kN/m2 楼梯 2.5kN/m2 （2）雪荷载标准值 =1.00.1=0.1kN/m2 k S 雪荷载不与屋面活荷载同时组合，取其中最不利组合。 （3) 风荷载标准值 =0.3kN/m2 0 w 2.4 框架计算简图 框架的计算单元如图 2-1，取轴上的一榀框架计算。除底层外，其余两层柱的截 面尺寸不变，所以梁跨等于柱截面形心轴线之间的距离，室内外地坪高差为-0.45 米， 底层柱高为 5.25 米，其余各层柱高为 4.2 米。 框架线刚度计算 计算梁线刚度时，对边框架梁 ib1.5EIb/l0，对中框架梁取 ib2.0EIb/l0 边跨：AB、EF 跨： ZL2:I2.371044 L6m ES2.06105 中跨：BC、CD、EF 跨： 5 ZL2: I2.371044 L6m ES2.06105 由此得 ： AB、EF 跨梁： ib1.5EsIb/L=1.22104 BC、CD、EF 跨梁： ib2.0EsIb/L=1.63104 计算柱线刚度，第二层和第三层层高都为 4.2 米，第一层层高为 5.25 米。 第二层和第三层 Z1 I4.031044 L4.2m /L=1.98104 c iIEs 第一层 Z2 I6.691044 L5.25m /L=2.8104 c iIEs 为了计算方便，以框架梁柱的相对线刚度作为计算各节点杆端弯矩分配系数的依据， 令框架主梁边跨 ib=1.0，则其余杆件的相对线刚度为 中间跨： ib=1.63104/1.22104=1.34 第二层及第三层柱： =1.98104/1.22104=1.63 c i 底层柱： =2.8104/1.22104=2.37 c i 6 图 2-3 框架的计算简图 2.5 竖向荷载计算 图 2-4 竖向荷载下框架受荷图 7 2.5.1 AB 轴间框架梁 板传梁上的三角形或梯形荷载等效为均布荷载，荷载传递示意图如图 2-4。 (1)屋面板传荷载： 恒载： 4.825/86=18.08kN/m 活载： 0.55/86=1.88kN/m 楼面板传荷载 恒载： 4.225/86=15.82kN/m 活载： 2.55/86=9.38kN/m 梁自重 0.99kN/m (2)AB 轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁 恒载=板传恒载+梁自重=18.08+0.99=19.07kN/m 活载=板传活载=1.88kN/m 楼面梁 恒载=板传恒载+梁自重=15.82+0.99=16.81kN/m 活载=板传活载=9.38kN/m BC 轴、CD 轴、DE 轴同上 2.5.2 轴间边框架梁 (1) 板传至梁上的梯形荷载等效为均布荷载，荷载的传递如图 2-4 =3/9=1/3 屋面板传荷载 恒载：4.823=10.71kN/m 23 (1 2) 活载：0.53=1.11kN/m 23 (1 2) 楼面板传荷载 恒载：4.223=9.38kN/m 23 (1 2) 活载：2.53=5.56kN/m 23 (1 2) (2)轴间边框架梁均布荷载为 8 屋面梁 恒载=板传荷载+梁自重+女儿墙荷载=10.7+1.43+0.3=12.44kN/m 活载=板传荷载=1.11kN/m 楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载=1.43+9.38=10.81kN/m 活载=板传荷载=5.56kN/m 2.5.3 轴间中框架梁 屋面板传荷载 板传至梁上的梯形等效为均布荷载，荷载的传递示意图如图 2-4 恒载：4.8232=21.42kN/m 23 (1 2) 活载：0.532=2.22kN/m 23 (1 2) 楼面板传荷载 恒载：4.2232=18.76kN/m 23 (1 2) 活载：2.532=11.12kN/m 23 (1 2) 梁自重：1.43kN/m 轴间中框架梁均布荷载为 屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载=1.43+21.42=22.85kN/m 活载=板传荷载=2.22kN/m 楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载=1.43+18.76=20.19kN/m 活载=板传荷载=11.12kN/m 2.5.4 A 轴柱集中荷载计算 （1）顶层柱 顶层柱恒载=屋面纵边框架梁所传恒载+玻璃幕墙自重 9 =12.449+4.29=149.76kN 顶层柱活载=屋面边框架梁所传活载=1.119=9.99kN （2）标准层柱 标注层柱恒载=楼面边框梁所传恒载+玻璃幕墙自重 =10.819+4.29=135.09kN 柱活载=楼面边框梁所传活载=5.569=50.04kN （3）底层柱 底层柱恒载=楼面边框梁所传荷载+玻璃幕墙自重 =10.819+5.259=140.49kN 柱活载=楼面边框架梁所传活载=5.569=50.04kN 2.5.5 B 轴纵向集中荷载计算 （1) 顶层柱 顶层柱恒载=屋面中框架梁所传恒载=22.859=205.65kN 活载=屋面中框架梁所传活载=2.229=19.98kN (2）标准层及底层柱 柱恒载=楼面中框架纵梁所传恒载 =20.199=181.87kN 柱活载=楼面中框架纵梁所传活载=11.129=100.08kN 由以上结果得一榀框架竖向荷载分布图，如图 2-5 10 图 2-5.竖向荷载分布图（单位：kN） 2.6 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算 2.6.1 风荷载标准值计算 风荷载计算公式2 公式（2-1） kzszo 式中：基本风压，=0.3kN/m2 0 w 0 w 风荷载体型系数 s 风压高度变化系数 Z z 高度处的风振系数 Z 因为结构高度 H=4.8+0.45+4.22+0.3=13.95m30m,且 H/B=13.95/30=0.4651.5,所 以取 1.0。对于高宽比 H/B 不大于 4 的矩形平面建筑取=1.3。查荷载规范，将 Z s Z 荷载换算成作用于框架每层节点上的集中力。表 2-1 所示，其中 Z 为框架节点至室外 11 地面的高度，A 为各层节点的受风面积。 本工程所在地为城市，所以地面粗糙程度为 B 类。 公式(2-2)1/ 2iii zszo PhhB 表 2-1 风荷载计算表 图 2-6 风荷载示意图（单位：kN） 层 次 s Z Z (m)Z i h(m)1ih(m)() 0 w 2 kN/m(kN) k w A(m ) 2 (kN) w P 31.31.01.119.954.20.30.30.4297224.57 21.31.01.016.054.24.20.30.3912649.14 11.31.01.012.155.254.20.30.39141.7555.28 12 2.6.2 风荷载下的侧移计算 由高层建筑结构设计表 5.7 的公式计算 表 2-2 横向第二、三层 D 值计算 构件名称 ci iiii k 2 4321 k k 2 c ）（ N/m h i12 D 2 c c K A 柱 0.610.233098 B、C、D、E 柱 1.440.425657 F 柱 0.610.233098 表 2-3 横向底层 D 值得计算 构件名称 12 k c ii i 0.5+k = 2 c k ）（ N/m h i12 D 2 c c K A 柱 0.420.384632 B、C、D、E 柱 0.840.475730 F 柱 0.420.384632 水平荷载下的框架层间位移可按下式计算 公式(2-3) ijj D/VU j 第 j 层的总剪力 j V 第 j 层所有柱的抗侧移刚度之和 ij D 第 j 层的层间侧移 j U 柱的侧移刚度 ， 公式（2-4） 2 c c h i12 D 13 柱侧移刚度修正系数 c 表 2-4 风荷载作用下框架侧移计算 层数 jw （kN ） （kNj V ） ij D）（m j U / j Uh 324.5724.57288240.00091/4667 249.1473.71288240.00261/1615 155.28128.99321840.00441/1193 风荷载下的侧移验算：对于框架结构，楼层间最大位移与层高之比的限值为 ，由本框架结构的层间侧移与层高之比的最大值满足 550 1 e 的要求，则框架抗侧移刚度满足要求。 3 101.818 550 1 1193 1 2.7 地震荷载计算 本工程为钢框架结构，地处成都市市区，抗震设防烈度为 7 度，场地类别为类， 设计抗震分组为第三组。 结构等效荷载=恒载+0.5活载 2.7.1 重力荷载代表值 （1）顶层结构重力荷载代表值 女儿墙自重=1kN/m 0.3（452+302)=45kN 2 屋面板自重=4.824530=6507kN 屋面梁 ZL1=1.4330=42.9kN ZL2=0.9930=29.7kN 雪荷载 =0.1（452+302)=15kN 活荷载 =0.5（452+302)=75kN 外墙=1.04.2/2（452+302)=315kN 14 第三层取一半柱自重=4.2/23.61.84=13.91kN 顶层结构等效重力荷载 =45+6507+42.9+29.7+15+315+13.91+750.5=7006.01kN (2)第二层结构重力荷载代表值 楼面板自重=4.224530=5697kN 楼面梁 ZL1=42.9kN ZL2=29.7kN 柱自重=4.2/2361.842=278.21kN 外墙=1.04.2（452+302）=630kN 活载=2.54530=3375kN 第二层结构等效重力荷载 =5697+42.9+29.7+278.21+630+0.53375=8365.31kN (3)底层重力荷载代表值 楼面板自重=4.224530=5697kN 楼面梁 ZL1=42.9kN ZL2=29.7kN 柱自重=2.1361.84+5.25/23.62.19=346.06kN 外墙=1.0（2.1+2.4)(452+302)=675kN 活载=2.54530=3375kN 底层结构等效重力荷载 =5697+42.9+29.7+346.06+675+0.53375=8478.16kN 表 2-5 重力荷载代表值 层数 321 i G （kN） 7006.01 8365.3 8478.16 2.7.2 横向框架结构自振周期 按顶点位移法计算框架基本自振周期3 公式（2-5） nT uT7 . 1 1 15 按弹性静力方法计算所得到的顶层侧移，计算见表 2-6 表 2-6 横向框架顶点位移计算 层数 )(KNGi )(KNGi6DDi 层间相对位移 )(/mDG iii )(m i 37006.017006.011729440.0410.254 28365.315371.311729440.0890.213 18478.1623849.471931040.1240.124 由以上得： T1=1.70.7=0.6s254 . 0 2.7.2 横向框架水平地震作用计算 本建筑设计高度不超过 40 米，故可用底部剪力法进行计算，结构抗震设防烈度为 7 度，结构阻尼比为 0.035，特征周期 ，设计基本地震加速度65. 0 g T08 . 0 max 为 0.10g。 结构等效重力荷载，多质点体系 0.8523849.47=20272.05kN ieq GG85. 0 0.11328.34 175 6000 1 b l 需要加强整体稳定性，增加侧向支撑系统 （5）梁的挠度验算 h=350mm= 满足要求 min hmm l 300 20 6000 20 2.10.2 框架柱验算 （1)柱的计算长度 1) 边柱 以底层柱为例 ml8 . 4 0 上端梁线刚度之和 4 1022 . 1 b K 柱线刚度之和 444 1076 . 4 1096 . 1 108 . 2 c K 则系数 26 . 0 1 c b k k k 柱下端与基础刚接，则 2 koo 由、查表可得：柱计算长度系数为 钢结构设计原理 。 1 k 2 k48 . 1 则此柱的计算长度为 mll10 . 7 8 . 448 . 1 0 2)中柱 61 以底层柱为例 ml8 . 4 0 上端梁线刚度之和 44 1044 . 2 21022 . 1 b K 柱线刚度之和 444 1076 . 4 1096 . 1 108 . 2 c K 则系数 51 . 0 1 c b k k k 柱下端与基础刚接，则 2 koo 由、查表可得：柱计算长度系数为 钢结构设计原理 。 1 k 2 k30 . 1 则此柱的计算长度为 mll24 . 6 8 . 430 . 1 0 (2）A 柱截面验算 最不利内力的组合: 无震时：M=43.85 V=15.51 N=453.83 mKN mKN mKN 有震时：M=244.07 V=77.81 N=425.81mKN mKN mKN 1)强度验算 无震时 2 3 6 2 3 /21518.33 10334005 . 1 1085.43 10 5 . 219 1083.453 mmN Wr M A N xx 有震时 2 3 6 2 3 /287 75. 0 215 0 . 89 10334005 . 1 1007.244 10 5 . 219 1081.425 mmN Wr M A N xx 2)平面内稳定验算 mm A I i x x 58.174 10 5 . 219 1066900 2 4 7 . 40 58.174 1010 . 7 3 x x i l 查表（b 类截面）得稳定系数891 . 0 x 欧拉力 62 KN EA N X EX 14226 7 . 401 . 1 10 5 . 2191020614 . 3 1 . 1 2 23 2 2 等效弯矩系数，截面塑形发展系数，则0 . 1 max 05 . 1 x 无震时 ) 14226 83.453 8 . 01 (10334005 . 1 1085.430 . 1 105 .219891 . 0 1083.453 )8 . 01 ( 3 6 2 3 EX xx mx X N N w M A N 2 /21536mmN 有震时 ) 14226 81.425 8 . 01 (10334005 . 1 1007.2440 . 1 105 .219891 . 0 1081.425 )8 . 01 ( 3 6 2 3 EX xx mx X N N w M A N 2 /287 15 . 0 215 1 . 93mmN 3）平面外稳定验算 mm A I i y y 02.101 10 5 . 219 1022400 2 4 5 .47 02.101 108 . 4 3 0 y y i l 稳定系数 02 . 1 44000 07. 1 2 y b 面外等效弯矩系数：，查表（C 类截面）得0 . 1 tx 829. 0 y 则无震时 3 6 2 3 10334002 . 1 1085.430 . 1 0 . 1 10 5 . 219829 . 0 1083.453 xb tc y w M A N 2 /21581.37mmN 有震时 3 6 2 3 10334002 . 1 1007.2440 . 1 0 . 1 10 5 . 219829. 0 1081.425 xb tc y w M A N 2 /28704.95mmN 63 4）局部稳定验算 翼缘部分： 满足要求132 . 9 112 13400 1 t b 腹板部分： 2 4 6 2 3 1 max / 7 . 84 1066900 1017907.244 10 5 . 219 1081.425 mmN I My A N x 2 4 6 2 3 1 min / 9 . 45 1066900 1017907.244 10 5 . 219 1081.425 mmN I My A N x 应力梯度 6 . 154 . 1 7 . 84 9 . 45 7 . 84 max minmax 0 满足要求39.73255 . 016 5 . 27 13 212400 0 0 w t h 长细比 120 4 . 27 175 108 . 4 3 x i H 120 5 . 47 101 108 . 4 3 y i H (3)B 柱截面验算 最不利内力的组合 无震时： M=10.07 N=228.03kNmKN 有震时： M=248.49 N=165.24kNmKN 1）强度验算 无震时： 2 3 6 2 3 /21519.13 10334005 . 1 1007.10 10 5 . 219 1003.228 mmN Wr M A N xx 有震时 2 3 6 2 3 /287 75 . 0 215 36.78 10334005 . 1 1049.248 10 5 . 219 1024.165 mmN Wr M A N xx 64 2）平面内稳定验算 mm A I i x x 58.174 10 5 . 219 1066900 2 4 4 . 27 58.174 1024 . 6 3 x x i l 查表（b 类截面）得稳定系数92. 0 x 欧拉力 KN EA N X EX 53984 7 .241 . 1 10 5 . 2191020614 . 3 1 . 1 2 23 2 2 / 等效弯矩系数，截面塑形发展系数，则0 . 1 max 05 . 1 x 无震时 ) 3 . 53984 03.228 8 . 01 (10334005 . 1 1007.100 . 1 10 5 . 21992 . 0 1003.228 )8 . 01 ( 3 6 2 3 EX xx mx X N N w M A N 2 /21517.14mmN 有震时 ) 2 . 53984 24.165 8 . 01 (10334005 . 1 1049.2480 . 1 10 5 . 21992 . 0 1024.165 )8 . 01 ( 3 6 2 3 EX xx mx X N N w M A N 2 /287 15. 0 215 21.78mmN 3）平面外稳定验算 mm A I i y y 02.101 10 5 . 219 1022400 2 4 5 .47 02.101 108 . 4 3 0 y y i l 稳定系数 02 . 1 44000 07. 1 2 y b 面外等效弯矩系数：，查表（C 类截面）得0 . 1 tx 65 750. 0 y 则无震时 3 6 2 3 10334002 . 1 1007.100 . 1 0 . 1 10 5 . 219750 . 0 1003.228 xb tc y w M A N 2 /21581.16mmN 有震时 3 6 2 3 10334002 . 1 1049.2480 . 1 0 . 1 10 5 . 219750. 0 1024.165 xb tx y w M A N 2 /28798.82mmN 3)局部稳定验算 翼缘部分： 满足要求75.141 . 0102 . 9 112 13400 1 t b 腹板部分： 满足要求75.485 . 025 5 . 27 13 212400 0 w t h 长细比 120 4 . 27 175 108 . 4 3 x i H 120 5 . 47 101 108 . 4 3 y i H 2.11 节点域设计 2.11.1 节点域稳定性验算 本工程为 7 度抗震设防的结构，H 型钢截面柱腹板在节点域范围内的稳定 性应符合6： 公式（2-20） 90 c hh t b w 梁腹板高度：=350-211=328mm b h 柱腹板高度： =400-221=358mm c h 66 mmt hh w b 1362 . 7 90 358328 90 c 满足 H 型钢截面柱腹板在节点域范围的稳定性。 2.11.2 节点域抗剪强度验算 （1）节点域体积 36 p 105 . 113358328mmthhV wcb （2）抗剪强度验算 以底层柱 A 节点（无震时）为例 2 6 6 21 /167125 3 4 3 4 96 . 4 105 . 1 10)59.3085.43( mmNf V MM v p bb （3）屈服承载力验算 以边柱节点域为例 32 1285952)13400(13200)26400(8 4 1 mmWpb mKNfWM ypb 2 . 3022351285952 pb 2 6 6 p /167125 3 4 3 4 03.141 105 . 1 10 2 . 302 7 . 0mmNf V M v pb 满足要求 2.12 节点设计 2.12.1 梁柱连接节点设计 梁柱的连接为刚性连接，梁翼缘与柱采用完全焊透的坡口对接焊缝连接， 梁腹板与柱子采用单连接板由的 10.9 级高强度螺栓摩擦型连接，摩擦面22M 采用喷砂处理，孔径=24mm,预应力设计值 P=190kN，抗滑移系数， 0 d45. 0 ，焊接采用 E43 型，二级焊缝，。 2 /375mmNfu 2 /205mmNf w t 以底层 AB 梁和底层 B 柱连接节点为例 67 最不利内力为 有震时：=190.54 MmKN KNV37.83 (1)螺栓布置及计算 按螺栓布置要求7，螺栓至连接板端部=224=48mm,取 50mm,c 至 0 2db 少取,其中，20mm 为安装缝隙，所以取 c=36mm,腹板mmtf33201320 高度为，连接板高度为，设每排螺mmh37426400 1 mmhh328236 2 栓数 n=4,则螺栓间距为。mmdmma72243376 3 250328 0 (2）梁翼缘完全焊透的对接焊缝强度 2 6