1、鋼結構單層廠房結構計算書一、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榀剛架，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，檁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。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）YX51-380-760型彩色壓型鋼板0.

2、15 KN/m250mm厚保溫玻璃棉板0.05 KN/m2PVC鋁箔及不銹鋼絲網0.02 KN/m2檁條及支撐0.10 KN/m2剛架斜梁自重0.15 KN/m2懸掛設備0.20 KN/m2合計0.67 KN/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=5°4238，r=1.0，雪荷載標準值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

3、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=1.05×0.45 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，z=1.0。風荷載體型系數s：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0.65(CECS102：2002中間區)。5地震作用據全國民用建筑工程設計技術措施結構中第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

4、用的荷載標準值計算屋面：恒荷載標準值：0.67×6=4.02KN/m活荷載標準值：0.50×6=3.00KN/m柱荷載：恒荷載標準值：0.5×6×6+4.02×9=54.18KN活荷載標準值：3.00×9=27.00KN風荷載標準值：迎風面：柱上qw1=0.47×6×0.25=0.71KN/m橫梁上qw2=0.47×6×1.0=2.82KN/m背風面：柱上qw3=0.47×6×0.55=1.55KN/m橫梁上qw4=0.47×6×0.65=1.83KN/m

5、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。柱腳按鉸接支承設計。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229（鉸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=l/h=18/6=3=f/h=0.9/6=0.15k=h/s=6/9.0449=0.6634=3+k+(3+)=3+0.6634+0.15×(3+0.15)=4.1359HA=HE=ql/8=4.02×18×3×0.5289/8=14.35KNMC=ql21(1+)

6、 /8=4.02x1821(1+0.15)×0.5289=63.78KN·mMB=MD=ql2/8=4.02×182×0.5289/8=86.11KN·m剛架在恒荷載作用下的內力如圖。內力計算的“+、”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。2在活荷載作用下VA=VE=27.00KNHA=HE=3.00×18×3×0.5289/8=10.71KNMC=3.00×1821(1+0.15)×0.5289/8=47.60KN·

7、;mMB=MD=3.00×182×0.5289/8=64.26KN·m剛架在活荷載作用下的內力如圖。3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qy。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VA=2.82×96.35=19.03KNHA=HE=ql/4=2.82×18×3×0.1322/4=5.03KNMB=MD=5.03×6=30.18KN·mMC= ql22(1+) /4=2.82×182×0.521.15×

8、0.1322/4=22.38KN·m剛架在qw2y作用下的內力如圖(2)在背風面橫梁上風荷載豎向分力qw4y作用下VA=1.83×94.12=12.35KNHA=HE=ql/4=1.83×18×3×0.1322/4=3.27KNMB=MD=3.27×6=19.62KN·mMC= ql22(1+) /4=1.83×182×0.521.15×0.1322/4=14.52KN·m剛架在qw4y作用下的內力如圖。(3)在迎風面柱上風荷載qw1作用下=1，VA=VB=qh12/2L=0.71&#

9、215;62/(2×18)=0.71KNHE=0.71×63.22=1.04KNMD=1.04×6=6.24KN·m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)=1.55KNHA=1.55×67.02=2.28KNMD=7.02×61.55×62/2=14.22KN·mMB=2.28×6=13.68KN·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qw2x作用下=1，=0HA

10、=2.82×0.9(1+0.0202)/2=1.29KNHE=2.82×0.91.29=1.25KNMB=1.29×6=7.74KN·mMD=1.25×6=7.50KN·m剛架在qw2x作用下的內力如圖。(6) 在背風面橫梁上風荷載水平分力qw4x作用下HA=1.83×0.9(1+0.0202)/2=0.84KNHE=1.83×0.90.84=0.81KNMB=0.81×6=4.86KN·mMD=0.84×6=5.04KN·m剛架在qw4x作用下的內力如圖。(7)用疊加繪制在

11、風荷載作用下剛架的組合內力。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(GB500092001)的規定，采用荷載效應的基本組合：0SR。本工程結構構件安全等級為二級，0=1.0。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：A1.2×恒荷載標準值計算的荷載效應+1.4×活荷載標準值計算的荷載效應B1.0×恒荷載標準值計算的荷載效應+1.4×風荷載標準值計算的荷載效應C1.2×恒荷載標準值計算的荷載效應+1.4×活荷載標準值計算的荷載效應+0.6×1.4×風荷載標準值計算

12、的荷載效應D1.2×恒荷載標準值計算的荷載效應+1.4×風荷載標準值計算的荷載效應+0.7×1.4×活荷載標準值計算的荷載效應E1.35×恒荷載標準值計算的荷載效應+0.7×1.4×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

13、N、V；(2)Mmin及相應的N、V(3)Nmax及相應的±Mmax、V；(4)Nmin及相應的±Mmax、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荷載組合方式荷載組合項目M（KN·m）N（KN）V（KN）剛架柱柱頂（B點）Mmax及相應的N、VA1.2×恒+1.4×活193.3081.2232.21（）Mmin及相應的N、VB1.0×恒+1.4×風7.891.051.67（）Nmax及相應的±Mmax、VA1.2×恒+1.4×活193.3081.2232.21（）

14、Nmin及相應的±Mmax、VB1.0×恒+1.4×風7.891.051.67（）柱底（A點）Mmax及相應的N、VMmin及相應的N、VNmax及相應的±Mmax、VA1.2×恒+1.4×活0102.8232.21（）Nmin及相應的±Mmax、VB1.0×恒+1.4×風019.054.30（）剛架梁支座（B點）Mmax及相應的N、VA1.2×恒+1.4×活193.3039.8977.60（）Mmini及相應的N、VB1.0×恒+1.4×風7.891.570.89

15、（）跨中（C點）Mmax及相應的N、VB1.0×恒+1.4×風9.402.030.60（）Mmin及相應的N、VA1.2×恒+1.4×活143.1831.813.21（）注：內力計算的“+、”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450×200×8×12，截面特性：B=200mm，H=450mm，tw=8.0mm，tf=12.0mm，A=82.1cm2Ix=28181cm4，Wx=1252cm3，ix=1

16、8.53cmIy=1602cm4，Wx=160.2cm3，ix=4.42cm（二）構件驗算1構件寬厚比的驗算翼緣部分： 腹板部分： 2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，fv=125N/mm2Vu=hwtwfv=426×8×125=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=193.30KN·N因V<0.5Vu，取V=0.5Vu，按規范GB70017式4.4.1-1驗算，=220.

17、90KN·m>M=193.30KN·m，取M=Mf故，滿足要求。(3)整體穩定驗算N=39.89KN，M=193.30KN·mA梁平面內的整體穩定性驗算。計算長度取橫梁長度lx=18090mm，x=lx/ix=18090/185.3=97.63<=150，b類截面，查表得x=0.570，mx=1.0=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檁條緊密連接，有蒙皮作用，檁條可作為橫梁平面外的支承點，但為安全起見，計算長度按兩個檁距或隅撐間距考慮，即ly=3015mm。對于等截面構件=0，s

18、=w=1y=sl/iy0=3015/44.2=68.2，b類截面，查表得y=0.762取b=1.070.282/by=0.821故，滿足要求。梁跨中截面：故，滿足要求。(5)驗算檁條集中荷載下的局部受壓承載力檁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+5×12+0=130mm驗算腹板上邊緣處的折算應力：取梁端截面處的內力：M=193.30KN·m，N=39.89KN，V=77.60KNc=17.72N/mm2=130.65 N/mm2<1.2f=

19、258 N/mm2，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，fv=125N/mm2Vu=hwtwfv=426×8×125=426000N=426.0KNVmax=32.21KN<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=81.22KN，V=32.21KN，M=193.30KN·N因V<0.5Vu，取V=0.5Vu，按規范GB70017式4.4.1-1驗算，=215.61KN·m>M=193.30KN·m，取M=Mf故，滿足要求。(3)整體穩定驗算

20、構件的最大內力：N=102.82KN，M=193.30KN·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=Ib0/(2S)=28181×104/(2×9045)=15578.2mm3K2/K1=0.332，查表得柱的計算長度系數=2.934。剛架柱的計算長度lx=h=17604mm。x=lx/ix=17604/185.3=95。0<=150，b類截面，查表得x=0.588，mx=1.0=181.45N/mm2<f=

21、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=3000mm。對于等截面構件=0，s=w=1y=sl/iy0=3000/44.2=67.9，b類截面，查表得y=0.764取b=1.070.282/by=0.822(4)按鋼結構設計規范(GB500172003)校核剛架柱腹板容許高厚比柱頂截面：故，滿足要求。柱底截面：故，滿足要求。4驗算剛架在風荷載作用下的側移Ic=Ib=28181cm4，t= Ic l/hIb=18000/6000=

22、3.0剛架柱頂等效水平力按下式計算：H=0.67W=0.67×13.56=9.09KN其中W=(1+4)·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=0.45，每個高強度螺栓的預拉力為190KN，連接處傳遞內力設計值：N=39.89KN，V=77.60KN，M=193.30KN·m。每個螺栓的拉力：螺栓群的抗剪力：，滿足要求。最外排一個螺栓的抗剪、抗拉力：，滿足要求。(2)端板厚度驗算端板厚度取為t=21mm。按二

23、邊支承類端板計算：(3)梁柱節點域的剪應力驗算，滿足要求。(4)螺栓處腹板強度驗算Nt2=75.70KN<0.4P=0.4×190=76.0KN，滿足要求。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=143.18KN·m。每個螺栓的拉力：螺栓群的抗剪力：，滿足要求。最外排一個螺栓的抗剪、抗拉力：，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：(3)螺栓處腹板強度驗算Nt

24、2=55.79KN<0.4P=0.4×155=62.0KN，滿足要求。3 柱腳設計剛架柱與基礎鉸接，采用平板式鉸接柱腳。(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，max=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間必須設置剪力鍵。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A柱腳底板面積的確定b=

25、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/mm2，滿足要求。B底板厚度的確定根據柱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：對于懸壁板部分：底板厚度，取t=20mm。六、其它構件設計（一）隅撐的設計隅撐按軸心

26、受壓構件設計。軸心力N按下式計算：連接螺栓采用普通C級螺栓M12。隅撐的計算長度取兩端連接螺栓中心的距離：l0=633mm。選用L50×4，截面特性：A=3.90cm2，Iu=14.69cm4，Wu=4.16cm3，iu=1.94cm，iv=0.99cmu=l0/ iu=633/19.4=32.6<=200，b類截面，查表得u=0.927單面連接的角鋼強度設計值乘以折減系數y：=633/9.9=63.94，y=0.6+0.0015=0.696，滿足要求。（二）檁條的設計1 基本資料檁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，檁條跨度6m，于跨中設一道拉條，水

27、平檁距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。檁條線荷載標準值：Pk=(0.27+0.5)×1.5=1.155KN/m檁條線荷載設計值：Pk=(1.2×0.27+1.4×0.5)×1.5=1.536KN/mPx=Psin=0.153KN/m，Py=Pcos=1.528KN/m；彎距設計值：Mx=Pyl2/8=1.528×62/8=6.88KN·mMy=Pxl2/8=0.153×62/32=0.17KN·m3 截面選擇及截面特性(1) 選用C180×70

28、5;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：（壓）（壓）（拉）(2)受壓板件的穩定系數A腹板腹板為加勁板件，=min/max=157.82/172.48=0.915>1，k=7.86.29+9.782=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，=min/max=148.18/172.48=0.859>1，kc=5.8911.59+6.682=0.863(3)

29、受壓板件的有效寬度A腹板k=21.743，kc=0.863，b=180mm，c=70mm，t=2.2mm，1=172.48N/mm2板組約束系數k1=0.11+0.93/(0.05)2=0.367由于=min/max<0，取=1.5，bc=b/(1)=180/(1+0.915)=93.99mmb/t=180/2.2=81.8218=18×1.15×3.080=63.76，38=38×1.15×3.080=134.60所以18<b/t<38則截面有效寬度be1=0.4be=0.4×81.62=32.65mm，be2=0.6be=

30、0.6×81.62=48.97mmB上翼緣板k=0.863，kc=21.743，b=70mm，c=180mm，1=172.48N/mm2板組約束系數由于=min/max>0，則=1.150.15=1.150.15×0.859=1.021，bc=b=70mm，b/t=70/2.2=31.8218=18×1.021×1.197=22.00，38=38×1.021×1.197=46.44所以18<b/t<38則截面有效寬度be1=0.4be=0.4×57.05=22.82mm，be2=0.6be=0.6×

31、;57.05=34.23mmC下翼緣板下翼緣板全截面受拉，全部有效。(4)有效凈截面模量上翼緣板的扣除面積寬度為：7057.05=12.95mm；腹板的扣除面積寬度為：93.9981.62=12.37mm，同時在腹板的計算截面有一13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13計算，見圖。有效凈截面模量為：Wenx/Wx=0.915，Wenymax/Wymax=0.973，Wenymin/Wymin=0.9724強度計算按屋面能阻止檁條側向失穩和扭轉考慮：5撓度計算，滿足要求。6構造要求x=600/7.06=85.0<=200，滿足要求y=

32、300/2.55=117.6<=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中的圍護結構計算：k=sz0，s=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

33、拉條作用。qx=1.2×0.07=0.084KN/m，qy=1.1×0.473×1.5×1.4=1.093KN/m3內力計算Mx=0.084×62/8=0.378KN·m，My=1.093×62/8=4.919KN·m4強度計算墻梁C160×60×20×2.5，平放，開口朝上Wxmax=19.47cm3，Wmin=8.66cm3，Wy=36.02cm3，Iy=288.13cm4參考屋面檁條的計算結果及工程實踐經驗，取Wenx=0.9 Wx，Weny=0.9 Wy在風吸力下拉條位置設在墻

34、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，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。抗風柱與基礎鉸接，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。2 荷載計算(1) 抗風柱選用焊接工字鋼300×200×6×10，自重g1=44.6kg/m(2) 墻梁及其支撐構件重量取g2=7kg/m(3) 風荷載：按

35、CECS102:2002中的圍護結構計算。k=sz0，s=1.0(+1.0)，0=1.05×0.45=0.473KN/m2qz=1.2×(0.07×6×3+44.6×6.274×10-2)=4.87KNqy=1.4×1.0×1.0×0.473×6=3.97KN/m墻梁自重對抗風柱的偏心力矩為1.2×0.07×6×3×0.23=0.35KN·m3 內力計算N=4.87KN，M=1/8×3.97×6.2742+0.35=19.88

36、KN·m4 驗算構件的局部穩定性翼緣寬厚比b/t=96/10=9.6<，因1.6<0<2.0，l0=6274mm，x= l0/ ix=48.5<=150故，滿足要求。5 強度驗算截面特性：A=56.8cm2，Ix=9511cm4，Wx=634.1cm3，ix=12.94cm，Iy=1334cm4，Wy=133.4cm3，iy=4.85cm6 驗算彎矩作用平面內的穩定性=48.5，b類截面，查表得x=0.863，mx=1.0=30.85N/mm2<f=215 N/mm2，滿足要求。7 驗算彎矩作用平面外的穩定性考慮隅撐為抗風柱平面外的側向支撐點l0y=30

37、00mm，y= l0y/ iy=3000/48.5=61.9<=150，b類截面，查表得y=0.797，=1.0，tx=1.0=32.97N/mm2<f=215 N/mm2，滿足要求。8 撓度驗算抗風柱在水平風荷載作用下，可視為單跨簡支梁按下式計算其水平撓度：9 柱腳設計因抗風柱承受的豎向荷載很小，故墊板尺寸按構造要求確定。采用 400×300×20；錨栓采用2M20，平面布置如圖。（五）柱間支撐的設計1 柱間支撐的布置如圖2 柱間支撐為斜桿，采用帶張緊裝置的十字交叉圓鋼支撐。直桿用檁條兼用，因檁條留有一定的應力裕量，根據經驗及類似工程，不再作壓彎桿件的剛度及承

38、載力驗算。3 柱間支撐荷載及內力支撐計算簡圖如圖。作用于兩側山墻頂部節點的風荷載為（山墻高度取7.2m）：取s=0.8+0.5=1.3，1=1.3×1.0×0.45×18×7.35/2=38.70KN按一半山墻面作用風載的1/3考慮節點荷載標準值為：Fwk=1/3×1/2×38.70=6.45KN節點荷載設計值Fw=1.4×6.45=9.03KN斜桿拉力設計值N=9.03/cos43.9191°=12.54KN4 斜桿截面設計及強度驗算斜桿選用12圓鋼，A=113.0mm2強度驗算：N/A=12.54×1

39、03/113.0=111.0N/mm2<f= 215N/mm2剛度驗算：張緊的圓鋼不需要考慮長細比的要求。但從構造上考慮采用16。（六）屋面支撐設計1 屋面支撐布置檁條間距1.5m，水平支撐間距3m，如圖。2 屋面支撐荷載及內力屋面支撐斜桿采用張緊的圓鋼，支撐計算簡圖如圖。一側山墻的風荷載體型系數s=1.0，節點荷載標準值Fwk=0.45×1.0×1.0×3.0×7.35/2=4.96KN；節點荷載設計值Fw=4.96×1.4=6.94KN；斜桿拉力設計值N=2.5×6.94/cos29.0546°=19.85KN；3

40、斜桿截面設計及強度驗算斜桿選用12圓鋼，A=113.0mm2強度驗算：N/A=19.85×103/113.0=175.7N/mm2<f= 215N/mm2剛度驗算：張緊的圓鋼不需要考慮長細比的要求。但從構造上考慮采用16（七）雨蓬設計1基本資料雨蓬總長6000mm，采用懸伸式，懸伸長度1500mm。采用Q235鋼。雨蓬圍護結構采用YX51380760型單層彩板，檁條選用C180×70×20×2.2。2荷載計算(1)永久荷載YX51380760型單層彩板0.15KN/m2檁條、雨蓬梁及其它構件0.10 KN/m2合計0.25 KN/m2則作用于雨蓬梁

41、上的線荷載標準值為：0.25×3=0.75 KN/m2(2)活荷載沿板寬每隔1.0m取一個施工或檢修集中荷載，每個集中荷載取1.0KN，作用位置取雨蓬最外端。則作用于雨蓬梁上的活荷載標準值為3.5KN。(4)風荷載雨蓬的風荷載體型系數s=2.0，0=0.45KN/m2k=sz0=2.0×1.0×0.45=0.90 KN/m2折算成作用于雨蓬梁上的荷載標準值為：0.90×3=2.70KN/m3內力計算及截面設計雨蓬梁的計算簡圖如圖。g+q=1.2×0.75+1.4×2.70=4.68KN/mP=1.4×3.5=4.9KN梁根部

42、為最不利截面：M=12.62KN·m，V=11.92KN。雨蓬梁選用變截面焊接工字型鋼(200100)×150×6×8。梁根部截面特性：A=3504m2，Ix=6×1843/12+8×150×962×2=2523×104mm4，Wx=2523×104/96=26.3×104mm3，滿足要求。，滿足要求。雨蓬梁與剛架柱采用4M20普通C級螺栓連接。七、基礎設計（一） 剛架柱下獨立基礎設計1地基承載力特征值和基礎材料本工程地質情況如下：±0.000m0.6m，回填土含腐殖質，=1

43、6KN/m3，fak=80KN/m2，E=300N/mm2；0.6m2.70m，一般亞粘土，=20KN/m3，fak=230KN/m2，E=500N/mm2；2.70m以下為風化混合土， fak=300KN/m2，E=6001000N/mm2；地下水位位于5.0m處。綜合考慮建筑物的用途、基礎的型式、荷載大小、工程地質及水文地質條件等，持力層考慮為一般亞粘土層，fak=230KN/m2，基礎的埋置深度取1.0m。假定基礎寬度小于3m，按建筑地基基礎設計規范(GB500072002)式5.2.4修正fak：fa=fak+b(b3)+dm(d0.5) =230+1.6×(16×

44、0.6+20×0.4)/1.0×(1.00.5) =244.1KN/m2基礎采用C20混凝土，fc=9.6 N/mm2，ft=1.10N/mm2鋼筋采用HPB235，fy=210N/mm2，鋼筋的混凝土保護層厚度為40mm；墊層采用C10混凝土，厚100mm。2 基礎底面內力及基礎底面積計算柱底截面采用荷載基本組合時的內力設計值：N=102.82KN，V=32.21KN，M=0相應的荷載效應標準組合時的內力值為：Nk=81.18KN，Vk=25.06KN，Mk=0采用錐形基礎，假定基礎高度H0=400mm，按(1.11.4)A0估計偏心受壓基礎的底面積A：A=(1.11.4)×0.36=0.400.50m2取A=bl=1.5×1.0m=1.5m2，W=0.375m3，基礎的形狀、尺寸及布置如圖。Gk=24×(1.5×1.0×0.4)+16×(1.5×1.0×0.6)=28.80KN則作用在基礎底面的相應荷載效應標準值組合的內力值為：Nk=81.18+28.80=109.98KNMk=25.06×1.0=25.06KN·m基礎底面壓力驗算：因