21m跨径简支梯形钢屋架设计(有檩).docx

1、目录 1.设计资料1 2. 屋架形式及几何尺寸 . 1 3. 支撑布置 . 1 4. 荷载和内力计算 . 2 4.1 荷载计算 . 2 4.1.1 永久荷载（水平投影面） . 2 4.1.2 可变荷载 . 2 4.2 荷载组合 . 3 4.3 内力计算 . 3 5. 杆件截面选择及验算 . 5 5.1 上弦杆件截面 . 5 5.2 下弦杆件截面 . 6 5.3 斜腹杆件截面 . 6 5.4 竖直杆件截面 . 10 6.典型节点设计11 6.1 下弦节点“ b” . 11 6.2 上弦节点“ B” . 12 6.3 屋脊节点“ K” . 14 6.4 支座节点“ a” . 14 7.参考文献17

2、 8. 结束语. 17 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 1 21m 跨径简支梯形钢屋架设计（有檁） 1. 设计资料 厂房跨度为 21m 长度为 96m 柱距为 12m 简支于钢筋混凝土柱上，屋面 材料为 长尺压型钢板，屋面坡度为 i=1/12，采用轧制 H 型钢檩条，水平间距自 定，基本风 压位 wo=0.5 KN/m2,屋面离地面高度为 20m，雪荷载为 so=0.4 KN/m2, 不考虑风压。 钢材米用 Q235B 焊条米用 E43 型，混凝土标号为 C20。 2. 屋架形式及几何尺寸 该屋架为有檁屋盖方案，i=1/12，采用平坡梯形屋架。屋架计算跨度 Lo= L -300 = 2070

3、0mm，端部高度取Ho= 2000m，中部高度 2863mm 屋架杆件 几何 长度如图 2.1 所示。 3.支撑布置 支撑布置如图 3.1 所示 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 2 4.荷载和内力计算 4.1 荷载计算 4.1.1 永久荷载（水平投影面） 压型钢板0.15 145 12= 0.151KN. m2 檩条（约 0.5 KN/m 水平间为 1.5m）0 . 3 3K3N rm 屋架及支撑自重0.12 0.011L =0.351 KN m2 恒载总和0.8 3K5N冷 4.1.2 可变荷载 （1）因屋架受荷水平投影面积超过 6om，故屋面均布活荷载取为（水平投 影 面）0.3 KN

4、m2，小于雪荷载，故活荷载取为0.4KN.m2。 （2） 风荷载：风荷载高度变化系数为 1.25，屋面迎风的体形系数为-0.6， 被 风面为-0.5，所以负风压的设计值（垂直与屋面）为 迎风面：w - -1.4 0.6 1.25 0.5 - -0.525 KM；m2 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 3 背风面：w2- -1.4 0.5 1.25 0.5 - -0.4375 KN m2 w1和w2垂直与水平面的分力未超过荷载分项系数取1.0 时的永久荷载。故 将拉杆的长细比控制在 350 以内。 4.2 荷载组合 跨度中央每侧各两根斜腹杆均按压杆控制其长细比，只计算全跨满载时的杆 件内 力。

5、节点荷载设计值： (1)按可变荷载效应控制的组合： Fd=(1.2 0.835 1.4 0.4) 1.5 12 =28.6KN 其中永久荷载分项系数Q1=1.4, ,屋面活荷载或雪荷载，荷载分项系数Q1=1.4。 (2)按永久荷载效应控制的组合 Fd-(1.35 0.835 1.4 0.4 0.7) 1.5 12 =27.9KN 其中，永久荷载分项系数=1.35, ,屋面活荷载或雪荷载，荷载分项系数 匸=1.4， 组合系 数,=0.7。 故节点荷载取为 28.6KN ,支座反力Rd=7Fd=200.2KN。 4.3 内力计算 屋架在上述荷载组合作用的计算图4.3.1 所示，用软件求得在 F=2

6、8.6 KN . M 2作用下屋架各杆的内力入图 4.3.2 所示。 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 4 内力计算 杆端内力值（乘子=1） 单元码轴力剪力弯矩轴力剪力 1 118.8000000.000000000.00000000118.8000000.000000000.00000000 2 287.815873 0.000000000.00000000 287.815873 0.000000000.00000000 3358.800000 0.000000000.00000000 358.800000 0.000000000.00000000 4357.437554 0.0000000

7、00.00000000 357.437554 0.000000000.00000000 5358.800000 0.000000000.00000000 358.800000 0.000000000.00000000 6 287.815873 0.000000000.00000000 287.815873 0.000000000.00000000 7 118.8000000.000000000.00000000118.8000000.000000000.00000000 8-14.30000000.000000000.00000000-14.3000000 0.000000000.000000

8、00 9 0.000000000.000000000.000000000.000000000.000000000.00000000 10 -218.369945 0.000000000.00000000 -218.369945 0.000000000.00000000 11 -218.3699450.000000000.00000000-218.3699450.000000000.00000000 12 -334.871299 0.000000000.00000000 -334.871299 0.000000000.00000000 13 -334.871299 0.000000000.000

9、00000 -334.871299 0.000000000.00000000 14 -367.191656 0.000000000.00000000 -367.191656 0.000000000.00000000 15 -367.191656 0.000000000.00000000 -367.191656 0.000000000.00000000 16 -367.191656 0.000000000.00000000 -367.191656 0.000000000.00000000 17 -367.191656 0.000000000.00000000 -367.191656 0.0000

10、00000.00000000 18 -334.8712990.000000000.00000000-334.8712990.000000000.00000000 19 -334.871299 0.000000000.00000000 -334.871299 0.000000000.00000000 20 -218.369945 0.000000000.00000000 -218.369945 0.000000000.00000000 21 -218.3699450.000000000.00000000-218.3699450.000000000.00000000 220.000000000.0

11、00000000.000000000.000000000.000000000.00000000 23 -14.3000000 0.000000000.00000000 -14.3000000 0.000000000.00000000 24 -220.617882 0.000000000.00000000 -220.617882 0.000000000.00000000 25170.679610 0.000000000.00000000 170.679610 0.000000000.00000000 26 -28.60000000.000000000.00000000-28.60000000.0

12、00000000.00000000 27 -130.968591 0.000000000.00000000 -130.968591 0.000000000.00000000 2885.63060280.000000000.0000000085.63060280.000000000.00000000 29 -28.6000000 0.000000000.00000000 -28.6000000 0.000000000.00000000 30 -50.3798995 0.000000000.00000000 -50.3798995 0.000000000.00000000 3114.3059360

13、0.000000000.0000000014.30593600.000000000.00000000 32 -28.6000000 0.000000000.00000000 -28.6000000 0.000000000.00000000 3318.2822477 0.000000000.00000000 18.2822477 0.000000000.00000000 3418.2822477 0.000000000.00000000 18.2822477 0.000000000.00000000 35 -28.6000000 0.000000000.00000000 -28.6000000

14、0.000000000.00000000 3614.30593600.000000000.0000000014.30593600.000000000.00000000 37 -50.3798995 0.000000000.00000000 -50.3798995 0.000000000.00000000 38 -28.60000000.000000000.00000000-28.60000000.000000000.00000000 3985.63060280.000000000.0000000085.63060280.000000000.00000000 杆端 1杆端 2 弯矩 武汉理工大学

15、钢结构课程设计说明书 5 40-130.9685910.000000000.00000000-130.9685910.00000000 0.00000000 41-28.60000000.000000000.00000000-28.60000000.00000000 0.00000000 42170.6796100.000000000.00000000170.679610 0.000000000.00000000 43-220.6178820.000000000.00000000-220.6178820.000000000.00000000 5.杆件截面选择及验算 腹杆最大内力为-220.7K

16、N，查表可知，选用中间节点板厚度为 t=8mm 支座 节点 板厚度 10mm 5.1 上弦杆件截面 整个上弦杆不改变截面，按最大内力计算 Nmax二-367.2KNl0 x= 1505mml0y= 3000mm 选用 2L100 x8 （如图 5.1.1 所示）A = 31.28cm2ix=3.08cmiy=4. 45m -=互=48.8*=67乞弓150y=0.76（b 类） ixi y 双角钢 T 型截面绕对称轴（y 轴）应按弯扭屈曲计算长细比 yz。 则有max二yz=72.5，故=0.736（b 类） 3 N367.2 10 A 0.736 31.28 102 lb100.58ly0.

17、58 300 因为= 12.5 -17.4 t _0.8 b10 0.475b l2t2 0y ）=67 （1 4 0.475 10 ） 2 2 / 30020.82 = 72.5 y = 159.5N . mm2_ f =215 N mm2 故有 4 =y（1 - 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 6 填板每个节间放一块（满足 l 范围内不少于两块），la=75.3乞40i =122 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 7 5.2 下弦杆件截面 下弦也不改变截面，按最大内力计算 Nmax=358.8 KNlx= 3000mm ly= 10500mm，链接支撑的螺栓 孔中心至节点板边缘距离为 1

18、00mm，可不考虑螺栓孔的削弱 选用 2L110 70 8 （短肢相并如图 5.2.1 所示） 2 A = 27.8cm ix= 1. 9 8m iy=5. 34m 、丄=151.5匕=1 96 ._6 = 350 ix iy 3 N 358.8 103. 2.2 可=129.1 N mm2空215 N . mm2 A27.8 102 填板每个节间放一块la=150岂80i =158.4。 5.3 斜腹杆件截面 （1）杆件 B-a N =220.7KNl0 x= l0y= 2507 mm 选用 2L110 70 8（长肢相并如图 5.3.1 所示） 2 A 27.8cm，ix=3.51cm，i

19、y=2.85cm x二应=71.4y=应=88乞 =150 ixiy b 70.48 250.7 8.7517.2 t 0.87 故长肢相并的不等边双角钢截面的绕对称轴的换算长细比yz为 4 1 09b4 4 1.09 7 250.720.82 ）=93.7 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 8 yz = yd（1 l0yt 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 9 故Fax yz=93.7则有，=0.596(b 类) 3 N 220.7灯03 ;2/2 2=133.2 N mm jf = 215 N mm申A 0.596x27.8x10 (2)杆件 B-b N =170.7KNlx=0.8l =

20、2072mm l0y=2590mm 选用 2L50 5 (截面如图 5.3.2 所示) 2 A=9.6cmix=1. 5 3m iy=2. 38m 匚=NJ70.07 1 20177.8Nmm2 A 9.6 102 x=仏=103.7 =150 ix 用=14乞竺S 23.2 5b = y(1 O.?：13) =93.7 x l0yt 故由max = x=103.7查表可知=0.531(b 类) l0 x = 135.4打,=350 ix l 0y = 10 8.8 =215 N mm2 填板放置 2 块 l0=86.3m_ 8122)n4 (3)杆件 D-b=-131KN lx二0.8二 2

21、 2 319m l0y= 2799mm 选用 2L70 5（截面如图 5.3.3 所示） 2 A =1 3 . 7c1mix=2. 1 6m iy= 3.16cm v88.6 yz 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 10 填板取 2 块la=93.3m乞80 96cm (5)杆件 F-c N - -50.4KNl0 x=0. 8二2 4 1n0ml0y= 3013mm 选用 2L63 5(截面如图 5.3.5 所示) 2 A = 12.28cmix=1. 9 4m iy=2. 89m 3 N131 10 二2 A 0.531 13.71 10 = 180 N. mm2乞 f =215 N .

22、mm2 填板取 3 块la=7 0乞4i0 8 6 . (4)杆件 D-cN -85.6KNl0 x=0.8l = 2239mm ly=2799mm 选用 2L40 5（截面如图 5.3.4 所示） 2 A = 7.58cmix= 1. 2cm iy= 1.98cm 上=185 =350 l0y iy = 141.4 N 85.6 103 = 2 A 7.58 10 = 112.9 N . mm2乞f =215 N mm2 仏=124.1一 =150 丄=10 4.3 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 11 3 N 14.3 103 A7.58 102 填板取 3 块la=75.3乞80i =

23、96.8 （7）杆件 H-d N =18.3KN 内力不大，按受压杆长细比控制截面（跨中 腹杆 在半跨荷载作用下，内力变号），ly=3232cm ly=3232cm 选择 2L75 5（截面如图 5.3.6 所示） 2 A =14.82cmix= 2. 3 2m iy=3. 1 6m =12汪=27.7 t 5b 0.475b4 =y（1 2 l0yt 牙才）=107.8 故有max二x =124.2可知叩=0.415（b 类） N50.4 103 二2 A 0.415 12.28 10 =98.9 N; mm27汇51 6 0 对于 B-b 杆 设肢背hf1=6mm，肢尖hf5mm。 则所需

24、焊缝长度为（考虑起弧灭弧缺陷） 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 16 -170.7 103 肢背：lw 3 2 6 =96.7mm取 100mm w 2 0.7 6 160 2 1 7 0.7 31 0 肢尖：lw 3- 2 5= 6 0 m8m取 70mm 20.75160 故由腹杆焊缝长度可估算出节点板的尺寸如图6.2.1 所示 验算上弦杆与节点板焊缝，节点板缩进 8mm 肢背采用塞焊缝，承受节点荷载 t hr5mm,lwlw，29_28cm， 肢尖焊缝承担弦杆内力差N =218.4-0 二 218.4KN , ,偏心距 e =100-25 = 75mm,偏心力矩 M =：Ne = 21

25、8.4 7.5=16.4KN m，采用hf8mm则 对 N : : 对 M 有: 6 6 16.4 10 = 112.1 N/mm2 2 0.7 8 2802 Q二-28.6KN 故有 3 28.6 10 2 0.7 5 280 = 14.6 N. mm2 1 fffw=1.22 160 =195.2 N .mm2 218.4 103 2 0.7 8 280 = 69.6 N mm2 6M 2helW 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 17 故焊缝强度为: N1 n6n0 2 1 1N：n3m乞ffw二 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 18 6.3 屋脊节点“ K” 由于斜腹杆内力较小，则腹

26、板焊缝尺寸由构造确定，设肢尖hf2=5mm，肢 背hf6mm，则由最小焊缝长度要求可知丨叫=68 6 2 = 60mm， 口=5 8 5 2 = 50mm。弦杆与节点板连接焊缝受力不大，按构造要求确定焊缝 尺寸， 不进行计算，则估算节点板尺寸如图 6.3.1 所示。 拼接计算：拼接角钢采用与上弦杆相同截面 2L100 10，竖肢需切去 卜:M hf10 8 23mm，取 25mm，并按上弦坡度热弯拼接角钢与上弦连 接焊缝在接头一侧的总长度(设hf=8mm) 共四条焊缝，认为平均受力，每条焊缝实际长度为： 410 lw16=119mm 4 拼接角钢总长度为l =2lw1254mm取 260mm

27、6.4 支座节点“ a” (1)杆端焊缝计算 由于竖直杆内力较小，故按构造要求确定其焊缝长度，对于斜腹杆设肢背 、Tw N 0.7hfffw 3 367.2 10 0.7 8 160 二410mm 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 19 hf1=8mm，肢尖hf2=6mm。 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 22 205 20 ?x2 2 0灯 31 0 则lw 3 2 8= 9mm取 100mm 1 2江0.7 x81 6 0 13 2 2 0.7 31 0 lw 3- 2 6= 6mm 取 70mm 20 . 76 1 6 0 对于下弦杆设肢背hf1=8mm，肢尖hf2=6mm。 2x1

28、1 8 X831 0 则lw1 32 8= 6mm 取 65mm 1 2 x 0.冷汉81 6 0 13 -118 .8 1 0 惊=-+2 汉 6=4mm取 50mm 20 . 761 6 0 （2）底板计算：支反力Rd=200.2KN，混凝土强度C20,仁=9.6N,mm2，所 200 2 x 103 需底板净面积 代=一.-=20854mm2= 208.5cm2。锚栓孔直径取为 9.6 50mm。则所需底板毛面积为 3.15汇522 A = An人=208.5 2 4 5268.1cm 4 a b =20 2400cm2268.1cm2，垫板采用 按构造要求采用底板面积为 -80 80

29、20，孔径 26mm，实际底板面积为 2 3.145 5- 4 =3 4:0h. 4 底板实际应力为： 3 200.2 103q2 340.4 10 二5.88 N 2 mm a1= （10 -；）2（10 -；）2= 13.4cm d 二9.5 9 5 6.7cm 13.4 由于型 a1 -0.5， 13.4 则查表可知=0.056，故有 Mqa -0.056 5.88 134= 6737.1 N mm 所需底板厚度t - 6 6737.1一 14mm， 取 t= 20mm，故底板尺寸为 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 22 205 21 -200 200 20。 武汉理工大学钢结构课程设

30、计说明书 22 (3) 加劲肋与节点板连接焊缝计算 一个加劲肋的连接焊缝所承受的内力取为V = F= 50.1KN, , b 44 M二Ve二V =50.1 7 =350.7KN cm，加劲肋高度，厚度与中间的节点板相同即4 (/05 灯 000)，采用hf=6mm，验算焊缝应力： 6 350.7 104 2 0.7 6 (405 -12) 则焊缝所受到的应力为 二、(16.2)2(15.2)2=20.2N, mm2：160N. mm2 (4)节点板，加劲肋与底板连接焊缝采用hf=8mm，实际焊缝总长度 、Tw=2 20 2 (20 -1 -2 3) -12 0.8 = 56.4cm。则焊缝设计应力为： 200.2 103 0.7 8 564 = 63.4N；mm2：fffw1.22 60 =195.2 N mm2 2 50.1 10 2 0.7 6 (405 -12) = 15.2 N. mm2 = 16.2 N. mm2 武汉理工大学钢结构课程设计说明书 23 7. 参考文献 （1）戴国欣主编.钢结构（第三版）.武汉：武汉理工大学出版社, （2）钢结构设计规范（GB50017-2003 8. 结束语 2007