钢框架-支撑结构设计实例(书稿例题)

89钢框架-支撑结构设计实例4.10.1工程设计概况本建筑为某公司办公楼，位于沈阳市区，共七层。总建筑面积约59002m，总高度30.6m，室内外高差0.600m；底层层高4.5m，顶层层高4.5m，其余层均为4.2m。设两部楼梯和两部电梯。墙体采用聚氨酯PU夹芯墙板。屋面为不上人屋面。结构形式为钢框架—支撑体系。设计基准期50年，雪荷载0.502mkN，基本风压：0.552mkN。抗震设防烈度为7度，设计基本加速度为0.1g，结构抗震等级四级。结构设计基准期50年。地质条件：拟建场地地形平坦，地下稳定水位距地坪-9.0m以下，冰冻深度-1.20m，地质条件见表4-24，Ⅱ类场地。建筑地层一览表表4-24序号岩土分类土层深度（m）厚度范围（m）地基土承载力（kPa）桩端阻力（kPa）桩周摩擦力（kPa）1杂填土0.0～0.50.5———2粉土0.5～1.51.0120—103中砂1.5～2.51.0230—254砾砂2.5～6.54.03402400305圆砾6.5～12.56.0520350060注：表中给定土层深度由自然地坪算起。4.10.2方案设计1.建筑方案概述1）设计依据《民用建筑设计通则》GB50352-2005《办公建筑设计规范》JGJ67-2006《建筑设计防火规范》GB50016-20062）设计说明（1）屋面（不上人屋面）防水层：SBS改性沥青卷材(带保护层)；40mm厚1:3水泥沙浆找平层；70mm厚挤塑板保温层；1:6水泥炉渣找坡（最薄处30mm,坡度2%）；压型钢板混凝土组合板（结构层折算厚度100mm）；轻钢龙骨吊顶。（2）楼面：20mm厚大理石面层；20mm厚1：3干硬性水泥沙浆找平层；压型钢板混凝土组合（结构层折算厚度100mm）；轻钢龙骨吊顶。（3）门窗本工程采用实木门和塑钢玻璃窗。（4）墙体外墙为双层聚氨酯PU夹芯墙板300mm（内塞岩棉）；内墙为双层聚氨酯PU夹芯墙板180mm厚聚氨酯PU夹芯墙板；2.结构方案概述1）设计依据本设计主要依据以下现行国家规范及规程设计：《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）（2006版）《钢结构设计规范》（GBJ50017-2003）《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）90《混凝土结构设计规范》（GB50010-2002）《钢-混凝土组合结构设计规程》（DLT5085-99）2）结构形式及布置采用钢框架-支撑结构。纵向设置十字交叉支撑两道，支撑杆件用H型钢截面。框架梁、柱均采用焊接工字形截面。楼板采用压型钢板钢筋混凝土组合结构；楼梯为钢楼梯；基础采用柱下独立基础，结构布置如下：600060006000600045123支撑计算单元4200060006760006000支撑19800660021008660022002200A2200BD66002200220021002400C2200图4-69结构布置及计算单元底层计算高度为4.5m+1.5m=6.0m，其中1.5m为初估室内地坪至柱脚底板的距离。3）材料选用所有构件及零件均采用Q235B；组合楼板混凝土强度等级C20，基础混凝土强度等级C25，钢筋为HRB335级及HPB235。4.主要参数及结构计算方法1）抗震设计该建筑抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为7度，Ⅱ类场地，设计基本地震加速度为0.1g，房屋抗震等级为四级。2）自然条件基本风压0.552mkN，地面粗糙度类别为C类（按房屋比较密集的城市市区计）；基本雪压0.502mkN.3)计算方法采用底部剪力法计算水平地震作用；采用修正反弯点法（D值法）计算水平地震作用下的框架内力和风荷载作用下的框架内力；采用弯矩二次分配法，计算竖向荷载作用下框架内力。4.10.3结构布置及截面初选1.计算简图及构件截面初选1）计算单元本设计的结构计算单元如图4-69所示，结构的竖向布置如图4-70所示（基础顶面距室外地坪按0.9m考虑）。91600042004200420042004200450031500DCBA19800660066006600图4-70结构竖向布置图2）结构构件截面初选（1）柱截面初估钢框架－支撑结构按每平米5～82mkN计算竖向荷载，此处取72mkN，柱的长细比＝（60～120）yf235。轴压力设计值N（3.3+3.3）×6×7×1.3×7＝2522.52kN，1.3为荷载分项系数平均值。取长细比y＝80（按较小刚度y轴考虑），计算长度系数=1（设有侧向支撑），按b类截面查得稳定系数＝0.688，则所需要面积：A≥2314.17885205688.01052.2522mmfN考虑弯矩及倾覆压力作用的影响取：（1.3～1.5）A＝（1.3～1.5）×17885.14=23250.7～26827.7mm2所需截面回转半径：iy＝6000/80＝75mm。（2）钢梁截面初估纵向框架梁高l/（15～20）＝6000/15～6000/20＝400mm～300mm；横向框架梁高l/（15～20）=6600/15～6600/20=440mm～330mm；（3）压型钢板压型钢板采用YX70－200－600（V200），板厚1mm，有效截面惯性矩efI＝100.64cm4/m,有效截面抵抗矩efW＝27.37cm3/m，一个波距宽度内截面面积sA=321.422mm，自重0.152mkN。经试算，柱、梁截面尺寸见表4-25。921ww图4-71梁、柱截面参数结构构件初选截面参数表4-25项目截面尺寸构件截面特性重量（kN/m）h（mm）1b（mm）t（mm）wh（mm）wt（mm）A(mm2)xI(mm4)yI(mm4)xi(mm)yi(mm)框架柱5004502245614261841242416352334229272217.8113.02.042横向框架梁5002601447281105650009832541030805212.760.90.862纵向框架梁4502401442281009636957200532274005191.3356.540.787横(纵)向次梁400240103808784021914133323056213167.254.20.6124.10.4荷载汇集1.屋面均布荷载1）屋面恒载合计5.272mkN2）屋面活载不上人屋面0.52mkN雪荷载0.52mkN重力荷载代表值计算时屋面可变荷载取雪荷载。竖向荷载作用下结构分析时活荷载和雪荷载不同时考虑，取二者较大值。2.楼面均布荷载1）楼面恒荷载合计3.732mkN2）楼面活载楼面活荷载2.02mkN走廊、楼梯的活荷载2.52mkN为简化计算，本设计偏于安全楼面均布荷载统一取2.52mkN计算。3.构件自重1）柱（单根）1层9.19kN2～6层8.58kN7层9.19kN2）梁（单根）横向框架梁5.69kN纵向框架梁4.72kN横向次梁4.04kN纵向次梁3.67kN933）墙体外墙0.652mkN内墙0.502mkN隔墙0.432mkN4）门窗木门0.22mkN塑钢窗0.32mkN4.10.5地震作用计算1.重力荷载代表值计算各楼层重力荷载代表值（组合值系数取0.5），计算结果如下：7G5798.30kN6G5548.78kN5G4G3G2G5518.74kN1G5561.20kN房屋总重力荷载代表值：iGG＝5798.30+5548.78+5518.74×4+5561.20=38983.24kNG7=5798.30kNG6=5548.78kNG5=5518.74kNG4=5518.74kNG3=5518.74kNG2=5518.74kNG1=5561.20kNDCBA66006600660019800315004500600042004200420042004200图4-72重力荷载分布图2.横向框架水平地震作用下结构分析1）层间侧移刚度计算（1）梁线刚度计算钢材的弹性模量310206EN/mm2。框架梁线刚度表4-2694层跨度L（mm）截面惯性矩xI（mm4）边框架中框架bI=1.2xI（mm4）LEIKbb（×410kN·m）bI=1.5xI（mm4）LEIKbb（×410kN·m）1～766005000983256001179901.87317501474882.3414（2）柱线刚度计算柱的线刚度按式hEIKcc计算框架柱线刚度表4-27层h（m）A,D轴柱惯性矩DAI,（×9104mm）A,D轴柱子线刚度DAK,（×410kN·m）B,C柱轴惯性矩CBI,（×9104mm）BB,C轴柱子线刚度CBK,（×410kN·m）74.51.24245.68751.24245.687564.21.24246.09381.24246.093854.21.24246.09381.24246.093844.21.24246.09381.24246.093834.21.24246.09381.24246.093824.21.24246.09381.24246.093816.01.24244.26561.24244.2656（3）柱侧移刚度计算112CC2341CC12图4-73柱侧移刚度计算简图一般层：K=cbKK2KK2212hKDc首层：K=cbKKKK25.0212hKDc框架柱的D值表4-28层柱子类别ih（m）bK(×104KN·m)cK(×104KN·m)KD（×104KN/m）D（×104KN/m）7中框架中柱（12根）4.59.36555.68750.82330.29160.982923.9442边柱（12根）4.54.68275.68750.41170.17070.5753边框架中柱（4根）4.57.49245.68750.65870.24770.8350边柱（4根）4.53.74625.68750.32930.14140.47652～6中框架中柱（12根）4.29.36556.09380.76840.27761.150727.9319边柱（12根）4.24.68276.09380.38420.16120.6680边框架中柱（4根）4.27.49246.09380.61480.23510.9746边柱（4根）4.23.74626.09380.30740.13320.5522951中框架中柱（12根）6.04.68274.26561.09780.51580.733420.7352边柱（12根）6.02.34144.26560.54890.41150.5851边框架中柱（4根）6.03.74624.26560.87820.47880.6809边柱（4根）6.01.87314.26560.43910.38500.5475注：与楼梯相邻处的框架梁应按边框架梁计算，本例简化计算按中框架考虑。2）结构自振周期1T将各层重力荷载代表值集中在相应楼层处作为假想水平荷载计算整体框架的顶点位移。考虑非结构构件的影响取9.0。结构自振周期1T表4-29层数iG（kN）iG（kN）iD（×104KN/m）iiiDG（m）jiiiu1（m）75798.305798.3023.94420.02420.61365548.7811347.0827.93190.04060.58955518.7416865.8227.93190.06040.54845518.7422384.5627.93190.08010.48835518.7427903.3027.93190.09990.40825518.7433422.0427.93190.11970.30815561.2038983.2420.73520.18800.188613.09.07.17.11nuT=1.198s3）水平地震作用计算（1）水平地震作用计算（底部剪力法）设防烈度7度，设计基本加速度值为0.1g（第一组），则08.0max；Ⅱ类场地，sTg35.0，阻尼比04.0＝；gT＜1T=1.1