一栋层高钢结构住宅-“鑫悦花园”的设计【可提供完整设计图纸】

'鑫悦花园钢结构住宅毕业设计摘要随着经济快速增长，具有强度高、质量轻等优点的钢结构住宅在国内外得到广泛的应用。本文阐述了珠海某地区的一栋10层高钢结构住宅-“鑫悦花园”的设计过程，抗震设防烈度为8级。设计内容包括建筑设计、结构体系方案选择与结构设计三部分。结构体系方案主要通过比较不同方案抗震性能确定。结构设计包括手算设计楼板以及一品框架的竖向内力作用、地震作用以及风荷载作用，配合电算进行构件截面设计、节点设计以及施工图的绘制等。此外，还提出了一些关于钢结构住宅发展的问题。关键词：钢结构住宅；建筑设计；结构体系方案选择；结构设计；抗震性能III 目录1.钢结构住宅简介与工程概况11.1钢结构住宅简介11.2工程概况11.3钢结构住宅设计方法22.建筑设计22.1首层建筑平面图32.2二～十层建筑平面图32.3建筑正立面图42.4建筑A-A剖面图53.结构体系初选53.1结构体系初步选择53.2结构平面布置图64.楼盖与屋盖设计64.1屋面楼面荷载计算74.2施工阶段验算74.3使用阶段验算84.4剪切-粘结验算84.5挠度验算84.6自振频率验算95.框架初步设计95.1梁截面初选95.2柱截面初选95.3支撑截面初选105.4构件平面布置图106.结构体系确定106.1不同种类支撑体系的比较106.2框架体系与框架—支撑体系的结构性能比较126.3构件立面布置图137.竖向内力计算137.1结构计算简图与各构件线刚度计算137.2恒荷载作用下的内力计算137.3活荷载作用下的内力计算228.抗震内力计算248.1重力荷载计算248.2刚度计算258.3自振周期计算278.4地震作用计算28III 8.5变形验算288.6地震作用下的内力计算299.风荷载内力计算329.1风荷载作用计算329.2变形验算339.3风荷载作用下的内力计算3310.内力组合3510.1梁内力组合3510.2柱内力组合3610.3各控制截面最大内力组合值3811.手算与电算结果分析比较3911.1竖向荷载分析比较3911.2水平地震力计算分析比较4111.3电算主要计算指标4212.截面验算4412.1框架柱的计算长度4412.2框架柱截面验算4512.3框架梁截面验算4712.4支撑截面验算4812.5组合次梁设计4812.6钢框架梁柱节点全塑性承载力验算4912.7节点域抗剪强度验算4912.8抗震构造措施验算4913.节点设计5013.1柱脚节点设计5013.2柱与柱的拼接连接设计5113.3梁柱节点设计5113.4次梁与主梁连接节点设计5213.5支撑节点设计5314.楼梯设计与基础设计5414.1楼梯设计5414.2基础设计5515.防锈防火设计5515.1防锈处理5515.2防火处理5516.结语57参考文献：58III 1.钢结构住宅简介与工程概况1.1钢结构住宅简介钢结构住宅是以钢结构为骨架，同时配以多种其它材料的墙体和楼板拼装而成的一种住宅体系，是住宅建筑的一个重要分支。钢结构住宅是以工厂化生产的H型钢梁、钢柱(包括H型钢柱、钢管柱、箱形柱、钢骨混凝土柱或圆、方或矩形钢管混凝土柱)为承重骨架，同时配以新型轻质的保温、隔热、高强的墙体材料作为围护结构，并与功能配套的水暖电卫设备和部品优化集成的节能和环保型住宅。与传统的砖混和混凝土结构住宅相比，钢结构住宅是一种更符合“绿色生态建筑”[1]：[1]特征的结构形式。它具有强度高、质量轻，构建界面小、有效空间大，材料均匀，塑性、韧性好，抗震性能优越，制造简单、施工周期短，节能、环保等优点。[2]因此，钢结构住宅是我国住宅产业化的发展方向，大力发展钢结构住宅符合我国人口日益增长与经济实力不断提升的国情。同时钢结构住宅的发展依然存在耐火能力弱与容易腐蚀等问题。1.2工程概况工程名称：鑫悦花园建设地点：珠海市区某地；场地概况：场地大小为30m×30m，8～12层，建筑总高度不超过40m，室内外高差为0.3m，设计使用年限为50年；结构形式：多高层钢结构基本风压：w0=0.8kN/m2，地面粗糙程度为C类；抗震要求：抗震设防类别为丙类，抗震设防烈度为8度，Ⅱ类场地土，设计地震分组为第一组；场地土层情况：表1-1层次层厚（m）层底标高（m）（标高±0.00）土体类型土体参数Ⅰ1.00-1.00杂填土Ⅱ2.50-3.50淤泥质土Ⅲ3.00-6.50粉质粘土含水率，塑限，液限Ⅳ5.50-12.00粉土孔隙比Ⅴ-中密的中砂屋面做法：压型钢板混凝土组合楼板，20厚水泥混凝土找平，100mm厚钢筋混凝土楼板，20mm厚石灰砂浆抹底，八层作法防水层（三毡四油上铺小石子）；楼面做法：压型钢板混凝土组合楼板，水磨石面层，20厚水泥混凝土找平，100mm厚钢筋混凝土楼板，20mm厚石灰砂浆抹底；墙身做法：外墙采用150mm厚ALC板，内隔墙采用100mm厚ALC板，自重6.5KN/m3；57 要加支撑的墙选用混凝土空心小砌块，自重11.8KN/m3；女儿墙做法：V-125型压钢板外加100厚彩色钢板岩棉夹芯板，自重0.545kN/m2；门窗做法：门为木门，自重0.2kN/m2，窗为钢窗玻璃窗，自重0.4kN/m2。1.3钢结构住宅设计方法50年代中期至60年代末,有限元法出现并迅猛发展,由于当时理论尚处于初级阶段，计算机的硬件及软件也无法满足需求，有限元法和有限元程序无法在工程上普及。到60年代末70年代初出现了大型通用有限元程序，它们以功能强、用户使用方便、计算结果可靠和效率高而逐渐形成新的技术商品，成为结构工程强有力的分析工具。有限元法是建立在固体流动变分原理基础之上的，用有限元进行分析时，首先将被分析物体离散成为许多小单元，其次给定边界条件、载荷和材料特性，再者求解线性或非线性方程组，得到位移、应力、应变、内力等结果，最后在计算机上，使用图形技术显示计算结果。由于采用有限元法可以模拟任何形式的结构，且对结构的简化近似可以做到最少，因此有限元计算精度很高，能反映结构的真实受力状态，能够分析复杂结构在复杂受力状态下的效应。[3]本结构可以利用PKPM系列软件对结构进行有限元分析，配合手算及结构设计知识完成主体结构的设计。2.建筑设计以下根据《住宅建筑模数协调标准》（GB/T50100—2001）[4]、《住宅建筑规范》（GB50368—2005）[5]以及《住宅设计规范》（GB50096—1999）[6]进行建筑设计。本结构建筑设计满足建筑使用要求，空间布局协调，同时风格以简洁为主，以适合当地的经济状况，属于休闲经济型住宅。57 2.1首层建筑平面图图2-1首层平面图2.2二～十层建筑平面图图2-2二～十层建筑平面图57 2.3建筑正立面图图2-3建筑正立面图57 2.4建筑A-A剖面图图2-4建筑A-A剖面图3.结构体系初选3.1结构体系初步选择高层钢结构住宅结构体系主要有钢框架体系、框架—支撑体系、框架—剪力墙体系、框架—核心筒体系。根据《高层民用钢结构技术规程》（JGJ99—98）[7]规定，各种结构体系的钢结构房屋有一定的适用高度：表3-1钢结构房屋的适用高度（m）结构体系抗震设防烈度6、7度8度9度框架1109070框架—支撑（剪力墙板）220200140各种筒体30026018057 钢框架体系是多层钢结构住宅最常见的结构体系之一，这种体系的抗侧移刚度小。钢框架—支撑体系借助支撑来承受水平力和提供侧向刚度。当房屋较高时,它比纯框架经济，比较适用于7～15层的住宅。支撑框架主要可分为中心支撑框架、偏心支撑框架。一般而言,地震区不超过12层的楼房,可用中心支撑；超过12层的楼房,抗震等级达到8度、9度时宜采用偏心支撑等耗能支撑。鉴于本结构高度较小，后两种结构体系不再叙述。本结构适用的结构体系有钢框架体系与框架—支撑体系。考虑到本结构建筑高度为29.75m，属于不超过12层的高层钢结构，且珠海地区抗震设防烈度为8级，初步选取框架—支撑体系中的中心支撑框架体系作为本结构的结构体系。3.2结构平面布置图根据建筑设计进行结构平面布置。本结构各层结构布置相同，以下是结构平面图，立面布置图有待确定（图中描黑处为支撑）。图3-1结构平面布置图4.楼盖与屋盖设计楼盖与屋盖均采用压型钢板—混凝土组合楼板，且两者结构布置相同，故只需取楼盖与屋盖荷载较大的进行设计。[8]根据《钢—混凝土组合楼板结构设计与施工规程》（YB9238—92）[9]第2.1.6条规定，选用适用于组合板的国产压型钢板YX75-230-690（II），钢材等级Q235，板厚1.0mm，强肋沿建筑横向布置。混凝土厚度100mm，且l/h=15.88≤27，可视为单向简支板计算。根据结构布置，可知板的最大跨度为2.7m，故取2.7m的单向板按《高层民用钢结构技术规程》（JGJ99—98）[7]规定设计。下面查《建筑结构荷载规范》（GB50009—2001）[10]进行荷载计算。4.1屋面楼面荷载计算4.1.1楼盖荷载57 恒荷载标准值：水磨石面层0.65kN/m220厚水泥混凝土找平0.02×20=0.46kN/m2100mm厚钢筋混凝土楼板0.10×25=2.50kN/m220mm厚石灰砂浆抹底0.02×17=0.34kN/m2压型钢板自重0.133kN/m2小计4.083kN/m2荷载设计值：4.1.2屋盖荷载恒荷载标准值：20厚水泥混凝土找平0.02×20=0.40kN/m2八层作法防水层0.4kN/m2100mm厚钢筋混凝土楼板0.1×25=2.50kN/m220mm厚石灰砂浆抹底0.02×17=0.34kN/m2压型钢板自重0.133kN/m2小计3.773kN/m2荷载设计值：楼盖比屋盖的荷载大，取楼盖作验算。4.2施工阶段验算查压型钢板规格表，压型钢板强度f=205N/mm2，面积Ap＝1656mm2，压型钢板自重0.133kN/mm2,Ief=110cm4,Wef=26.2cm3,混凝土选用C20，面层自重为1.11kN/m2，重心距底板高度为39.1mm。平均板厚度为：（100mm×690mm+3×（88mm+118mm）÷2×75mm）÷690mm＝134.6mm荷载计算：取一米板宽计算。恒载：活载：弯矩：抗弯强度：图4-157 挠度计算：4.3使用阶段验算抗弯强度：，组合截面塑性中和轴在压型钢板顶面以上，则：斜截面抗剪承载力：4.4剪切-粘结验算荷载为均布荷载，a=1/4l=675mm，则：4.5挠度验算荷载标准组合下的刚度计算：根据压型钢板一个波宽截面的尺寸（图4-1）计算组合截面的形心位置以及组合惯性矩。组合截面形心位置:57 组合截面惯性矩一个波宽内的标准荷载挠度验算：4.6自振频率验算自震频率验算：5.框架初步设计该建筑选用③轴框架进行截面初步设计，对于AB跨梁与次梁选用Q235钢材，对于CD跨梁选用Q345钢材，柱子选用Q345钢材。框架的承重体系为横向框架体系。5.1梁截面初选楼板为单向板，因此荷载的传递路线为板à次梁à主梁。由第4章计算得楼面恒载为4.083kN/m2，活载为2.0kN/m2。墙面为25mm厚的水刷石墙面，自重0.5kN/m2；粉刷为20mm厚的石灰粗砂粉刷，自重0.35kN/m2。则内墙墙体荷载（假定梁高150mm）：（6.5kN/m3×0.1m+0.35kN/m2+0.5kN/m2）×（2.9m－0.15m）=4.125kN/m。选取CD梁估算最大弯矩（暂不考虑梁自重）。作用于梁上的均布荷载q=1.2×4.125=4.95kN/m；集中荷载F1=F2=1.2×4.083×5×2.4+1.4×2.0×5×2.4=99.12kN则其固端弯矩为：内力组合时梁的最不利组合多是：恒荷载+活荷载+风荷载，将计算弯矩乘以一个1.2的放大倍数，可得：作为初始梁高可根据梁的跨度的1/20～1/12（360mm～600mm）选取，且考虑到梁的自重和要有一定安全储备，选取HN396×199×7×11,Wnx=1010cm3。5.2柱截面初选不考虑自重，选用轴力最大的C柱估算截面，并考虑楼面活荷载的折减系数57 。标准层的作用压力为278.9kN，屋面层作用的压力为154.8kN。底层受力为278.9kN×9+154.8kN＝2664.9kN。根据经验公式：。考虑到抗震要求中的柱长细比要求：，1～5层选用HW400×400，6～10层选用HW300×300，强轴沿横向布置。5.3支撑截面初选可初估横向荷载，以支撑承受100％的横向荷载作用初选截面，并满足长细比要求。选用HW250×250×9×14，Q235钢材。为了满足住宅的使用要求，框架—支撑体系的高层住宅一般会在山墙，分户墙，楼梯间布置支撑。对于本结构，在山墙与分户墙处布置支撑，以增强结构抗侧刚度。而纵向则在①与②列框架之间的C轴隔墙上布置支撑。5.4构件平面布置图其余梁柱支撑等也用上述的步骤选择，最终构件平面布置如图5-1所示：图5-1构件平面布置图6.结构体系确定6.1不同种类支撑体系的比较框架—中心支撑体系是常用的双重抗侧力体系之一。该类体系具有较大抗侧刚度,保证了正常使用极限状态要求，在常遇地震作用下能有效防止非结构构件的破坏。但是设计不当的框架-中心支撑结构在罕遇地震中易遭到破坏。地震中当某一层钢支撑出现刚度、强度退化后,很容易在该层形成软弱层，甚至会引起整体结构的倒塌。[11][11]连尉安,张耀春钢支撑及框架—中心支撑重抗侧力体系研究现状、不足及改进[D].哈尔滨.地震工程与工程振动因此，选择正确的支撑对结构的性能也有不容忽视的的影响。57 高层建筑钢结构的中心支撑宜采用十字交叉斜杆、单斜杆、人字形斜杆或V形斜杆体系。抗震设防的结构不得采用K形斜杆体系。根据《高层民用钢结构技术规程》（JGJ99—98）[7]第6.4.1条规定，当采用只能受拉的单斜杆体系时，应同时设不同倾斜方向的两组单斜杆，且每层中不同方向单斜杆的截面面积在水平方向的投影面积之差不得大于10%。因此，本结构不适合采用单斜杆支撑。以本结构框架为基础，使用PKPM[12],[13],[14]分别对十字交叉斜杆支撑、人字形斜杆支撑和V形斜杆支撑体系进行建模与有限元计算分析。支撑均使用相同截面HW250×250×9×14，两端铰支。通过自振周期、地震力和结构位移等方面比较各种支撑的性能。以下是三种支撑体系的①轴框架立面布置图[15]：图6-1三种支撑体系的①轴框架立面布置图表6-1三种支撑体系的结构性能比较支撑体系结构自重（t）结构自振周期（s）底部地震力（kN）最大层间位移角最大层间位移（mm）支撑最大轴力（kN）十字支撑2610.1940.98772566.181/77127.81046.3人字支撑2587.3490.97232666.611/78026.9758.3V字支撑2581.2251.00662513.51/74128.2958.5由以上比较可以看出在采用相同支撑截面的情况下，人字形支撑体系的周期最小，即其刚度最大。因此其层较位移角与层间位移最小，但其底部地震力也最大。另一方面，十字形支撑体系的用钢量比人字形支撑体系、V字形支撑体系大。人字形支撑的承担的轴力在三者之中最小。结构在刚度增加同时，所受到地震作用增大，支撑所受内力也加大。人字支撑在地震作用增大的情况下，能承受更大的轴力，达到耗能功能。综上所述，考虑住宅的舒适性、安全性与经济性的需求。本结构采用人字形支撑体系。57 6.2框架体系与框架—支撑体系的结构性能比较为更进一步了解支撑对结构性能的影响，对纯框架结构建模计算，对比其主要的性能指标。以下是纯框架体系的①轴框架立面布置图：图6-2纯框架体系的①轴框架立面布置图纯框架体系的第一自振周期为1.1938s，地震作用下的最大层间位移角为1/464，大多数构件的效应偏大，使结构存在不安全因素。而人字形中心支撑体系的结构周期为0.9723s，最大层间位移角为1/774，而支撑的用钢量只占整个结构用钢量的15%。由此可见，支撑使结构的抗震性能大大提高，主要是因为结构的抗侧刚度提高，使变形大大减小，梁柱弯矩也相应地减小。除此以外，在下面的地震力计算中还将对两种体系的手算计算结果进行比较。57 6.3构件立面布置图本结构确定使用人字形框架—中心支撑结构体系，以下是构件立面布置图：图6-3构件立面布置图7.竖向内力计算7.1结构计算简图与各构件线刚度计算根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ98-99）[7]规定，压型钢板组合楼盖中梁的惯性矩对两侧有楼板的梁宜取1.5I0，对仅一侧有楼板的梁宜取1.2I0，I0为钢梁惯性矩。结构计算简图和各构件的线刚度经计算[16],[17],[18]后如图7-1所示：AC跨梁：CD跨梁：柱5~10层：柱1～5层：7.2恒荷载作用下的内力计算恒荷载作用下的内力计算采用分层法。5～10层的中间层为第一标准层，1～5层图7-157 的中间层为第二标准层。7.2.1顶层计算荷载计算：梁自重56.7×9.8×10-3＝0.56kN/m小计0.56kN/mA节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN屋盖传来的荷载3.773×4.3×1.35＝21.90kN小计24.31kNB节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN屋盖传来的荷载3.773×4.3×2.7＝43.80kN小计46.21kNC节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN屋盖传来的荷载3.773×(4.3×1.35+5×1.2)＝44.54kN小计46.95kNE与F节点纵向主梁自重0.56×（1.8+3.2）＝2.8kN屋盖传来的荷载3.773×5×2.4＝45.28kN小计48.08kND节点纵向主梁自重0.56×（1.8+3.2）＝2.8kN屋盖传来的荷载3.773×5×1.2＝22.64kN小计25.44kN则顶层荷载与计算简图如图7-2所示：图7-2分层法计算中，除底层柱外，其余各层柱的线刚度乘以0.9的折减系数，弯矩传递系数取1/3。荷载计算如表7-1所示：57 表7-1顶层梁弯矩分配节点ACD项目下柱右梁左梁下柱右梁左梁下柱分配系数0.5340.4660.3450.3960.2590.3960.604固端弯矩　-32.5532.55　-79.3579.35　　17.38215.168-31.423-47.927　　　7.584　-15.711　　　　　18.95021.75114.226　　　　9.475　　　7.113　　-5.060-4.415-2.817-4.296　　　-2.208　-1.408　　　　　1.2481.4320.937　　∑12.32-12.3258.1223.18-81.3152.22-52.22图7-37.2.2第一标准层计算荷载计算：梁自重0.56kN/m墙自重(6.5kN/m3×0.1m+0.35kN/m2+0.5kN/m2)×(2.9-0.199)=4.05kN/m小计4.61kN/mA节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN墙自重(6.5kN/m3×0.15m+0.35kN/m2+0.5kN/m2)×(2.9-0.199)×4.2=20.71kN楼盖传来的荷载4.083×4.3×1.35＝23.70kN柱自重94.5×9.8×10-3×2.9＝2.69kN小计49.51kNB节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN墙自重4.05×2.5=10.13kN楼盖传来的荷载4.083×4.3×2.7＝47.40kN柱自重94.5×9.8×10-3×2.9＝2.69kN小计62.63kN57 C节点纵向主梁自重0.56×（1.8+2.5）＝2.41kN墙自重4.05×1.8=7.29kN楼盖传来的荷载4.083×(4.3×1.35+5×1.2)＝48.20kN柱自重94.5×9.8×10-3×2.9＝2.69kN计60.59kNE与F节点纵向主梁自重0.56×（1.8+3.2）＝2.8kN楼盖传来的荷载4.083×5×2.4＝49.00kN柱自重94.5×9.8×10-3×2.9＝2.69kN小计54.49kND节点纵向主梁自重0.56×（1.8+3.2）＝2.8kN墙自重4.93×4.9=24.16kN楼盖传来的荷载4.083×5×1.2＝24.50kN柱自重94.5×9.8×10-3×2.9＝2.69kN小计54.15kN则顶层荷载与计算简图如图7-4所示：图7-4荷载计算如表7-2所示：表7-2第一标准层梁弯矩分配节点ACD项目上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.3480.3480.3040.2480.2830.2830.1860.2460.3770.377固端弯矩　　-53.4853.48　　-107.1107.1　　18.61118.61116.258-26.347-40.377-40.377　　　8.129　　-13.173　　　　　　14.54916.60216.60210.912　　　　　7.274　　　　5.456　　57 -2.531-2.531-2.211-1.342-2.057-2.057　　　-1.106　　-0.671　　　　　　0.4410.5030.5030.330　　　∑16.0816.08-32.1675.4917.1017.10-109.7084.87-42.43-42.43图7-57.2.3第一标准层与第二标准层连接层计算表7-3第一标准层梁与第二标准层连接层弯矩分配节点ACD项目上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.1950.6350.1700.1510.1730.5630.1130.1330.6630.204固端弯矩　　-53.4853.48　　-107.1107.1　　10.42933.9609.092-14.244-71.007-21.848　　　4.546　　-7.122　　　　　　8.4869.72231.6396.350　　　　　4.243　　　　3.175　　-0.827-2.694-0.721-0.422-2.105-0.648　　　-0.361　　-0.211　　　　　　0.0860.0990.3220.065　　　∑9.6031.27-40.8766.249.8231.96-108.0295.61-73.11-22.50图7-657 7.2.4第二标准层计算截面改变后荷载值发生改变，但只是柱节点荷载因柱截面改变而发生变化，故在其他荷载不必重复计算，利用以前的数据即可。HM350×350的柱自重为2.69kN，HM400×400的柱自重为4.89kN，故个节点自重均增加2.2kN。A节点荷载为51.71kN，B节点荷载为64.83kN，C节点荷载为62.79kN，E与F节点荷载为56.69kN，D节点荷载为56.35kN。表7-4第二标准层弯矩分配节点ACD项目上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.4410.4410.1180.1090.4050.4050.0810.0920.4540.454固端弯矩　　-54.9654.96　　-110.62110.62　　24.23724.2376.485-10.177-50.221-50.221　　　3.243　　-5.089　　　　　　6.26823.29023.2904.658　　　　　3.134　　　　2.329　　-1.382-1.382-0.370-0.214-1.057-1.057　　　-0.185　　-0.107　　　　　　0.0320.1180.1180.024　　　∑22.8622.86-45.7164.3223.4123.41-111.13102.56-51.28-51.28图5-77.2.5底层计算底层的荷载与第二标准层相同，但底层柱的线刚度不乘以0.9，且传递系数为1/2。表7-4第二标准层弯矩分配节点ACD项目上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.4200.4670.1130.1040.3880.4300.0780.0870.4810.432固端弯矩　　-54.9654.96　　-110.62110.62　　57 23.08325.6666.210-9.624-53.208-47.788　　　3.105　　-4.812　　　　　　5.96622.25824.6684.475　　　　　2.983　　　　2.237　　-1.253-1.393-0.337-0.195-1.076-0.967　　　-0.169　　-0.097　　　　　　0.0280.1030.1140.021　　　∑21.8324.27-46.1063.8922.3624.78-111.03103.04-54.28-48.75图7-87.2.6各层弯矩组合与剪力、轴力计算7.2.6.1各层弯矩组合顶层与第一标准层的弯矩组合如表7-5所示：表7-5顶层与第一标准层的弯矩组合节点内容ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱顶层梁分配系数0.5340.4660.3450.3960.2590.3960.604节点弯矩17.68-12.3258.1228.88-81.3152.22-66.37弯矩分配-2.86-2.50-1.97-2.26-1.485.608.54∑14.82-14.8256.1626.63-82.7857.82-57.82第9层梁分配系数0.3480.3480.3040.2480.2830.2830.1860.2460.3770.377节点弯矩20.1921.44-32.1675.4924.8322.81-109.7084.87-56.58-59.84弯矩分配-3.29-3.29-2.88-3.33-3.80-3.80-2.507.7611.9011.90∑16.8918.14-35.0472.1621.0319.01-112.2092.63-44.68-47.9557 第一标准层与第一标准层的弯矩组合如表7-6所示：表7-6第一标准层与第一标准层的弯矩组合节点内容ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.3480.3480.3040.2480.2830.2830.1860.2460.3770.377节点弯矩21.4421.44-32.1675.4922.8122.81-109.7084.87-56.58-56.58弯矩分配-3.73-3.73-3.26-2.83-3.23-3.23-2.126.9610.6610.66∑17.7117.71-35.4272.6619.5819.58-111.8291.83-45.91-45.91第一标准层与第二标准层的弯矩组合如表7-7所示：表7-7第一标准层与第二标准层的弯矩组合节点内容ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱第6层梁分配系数0.3480.3480.3040.2480.2830.2830.1860.2460.3770.377节点弯矩21.4419.28-32.1675.4922.8120.38-109.7084.87-49.93-56.58弯矩分配-2.98-2.98-2.60-2.23-2.54-2.54-1.675.328.168.16∑18.4616.30-34.7673.2720.2717.84-111.3790.19-41.77-48.42第5层梁分配系数0.1950.6350.1700.1510.1730.5630.1130.1330.6630.204节点弯矩14.9638.88-40.8766.2415.5239.76-108.0295.61-90.21-36.64弯矩分配-2.53-8.24-2.21-2.04-2.34-7.60-1.534.1520.716.37∑12.4330.64-43.0764.2013.1932.16-109.5499.76-69.49-30.27第4层梁分配系数0.4410.4410.1180.1090.4050.4050.0810.0920.4540.454节点弯矩33.2830.47-45.7164.3234.0631.21-111.13102.56-68.37-75.65弯矩分配-7.96-7.96-2.13-2.01-7.47-7.47-1.493.8118.8218.82∑25.3222.52-47.8462.3126.5923.74-112.63106.37-49.55-56.83第二标准层与第二标准层的弯矩组合如表7-8所示：表7-8第二标准层与第二标准层的弯矩组合节点内容ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱分配系数0.4410.4410.1180.1090.4050.4050.0810.0920.4540.454节点弯矩30.4730.47-45.7164.3231.2131.21-111.13102.56-68.37-68.37弯矩分配-6.72-6.72-1.80-1.70-6.32-6.32-1.263.1515.5215.5257 ∑23.7523.75-47.5162.6224.8924.89-112.40105.70-52.85-52.85第二标准层与底层的弯矩组合如表7-9所示：表7-9第二标准层与底层的弯矩组合节点内容ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱第2层梁分配系数0.4410.4410.1180.1090.4050.4050.0810.0920.4540.454节点弯矩30.4733.77-45.7164.3231.2134.59-111.13102.56-75.66-68.37弯矩分配-8.17-8.17-2.19-2.07-7.69-7.69-1.543.8218.8318.83∑22.3025.60-47.9062.2523.5226.90-112.67106.37-56.83-49.54第1层梁分配系数0.4200.4670.1130.1040.3880.4300.0780.0870.4810.432节点弯矩29.4524.27-46.1063.8930.1624.78-111.03103.04-54.28-65.85弯矩分配-3.20-3.56-0.86-0.81-3.03-3.36-0.611.498.227.38∑26.2520.72-46.9663.0827.1421.43-111.64104.53-46.06-58.467.2.6.2各层弯矩组合根据以上计算，汇总各节点弯矩如表7-10所示：表7-10恒荷载作用下的各节点弯矩节点层次ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱1014.82-14.8256.1626.63-82.7857.82-57.82916.8918.14-35.0472.1621.0319.01-112.2092.63-44.68-47.95817.7117.71-35.4272.6619.5819.58-111.8291.83-45.91-45.91717.7117.71-35.4272.6619.5819.58-111.8291.83-45.91-45.91618.4616.30-34.7673.2720.2717.84-111.3790.19-41.77-48.42512.4330.64-43.0764.2013.1932.16-109.5499.76-69.49-30.27425.3222.52-47.8462.3126.5923.74-112.63106.37-49.55-56.83323.7523.75-47.5162.6224.8924.89-112.40105.70-52.85-52.85222.3025.60-47.9062.2523.5226.90-112.67106.37-56.83-49.54126.2520.72-46.9663.0827.1421.43-111.64104.53-46.06-58.46根据弯矩进行剪力与轴力的计算，结果如表7-11所示：表7-11恒荷载作用下的轴力与剪力项目剪力(kN)轴力(kN)层次AC（左）C（右）DACD1016.96-32.2753.56-46.63-41.27-132.79-72.07936.89-50.6473.80-68.37-127.67-317.82-194.59836.87-50.6673.86-68.31-214.05-502.93-317.0557 736.87-50.6673.86-68.31-300.42-688.04-439.51636.63-50.8974.03-68.14-386.56-873.55-561.80539.85-47.6772.44-69.73-475.92-1054.26-685.68442.18-47.5474.16-72.42-569.81-1238.74-814.45342.06-47.6674.22-72.36-663.59-1423.41-943.15242.20-47.5274.16-72.41-757.50-1607.88-1071.91141.88-47.8574.27-72.30-851.09-1792.79-1200.567.3活荷载作用下的内力计算计算或荷载作用下的内力时，考虑活荷载最不利分布。活荷载的不利分布有下图所示的两种情况，利用恒荷载计算是的参数进行弯矩分配法计算。楼面活荷载为2kN/m和屋面活荷载为0.5kN/m。顶层活荷载计算：最不利分布的两种情况：图7-9计算结果如下：图7-10标准层活荷载计算：图7-11第一标准层计算结果：57 图7-12第一与第二标准层连接层计算结果：图7-13第二标准层计算结果：图7-14因为活荷载较小，底层与第二标准层的计算结果差别很小，可以采用第二标准层的计算结果。另外，由于传递弯矩也较小，各层弯矩不需再进行弯矩组合，直接得出各节点弯矩的计算结果，如表7-12、7-13所示：表7-12活荷载作用下的各节点弯矩（左布置）节点层次ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱102.54-2.543.25-2.04-1.210.380.389～66.246.24-12.4713.79-5.27-5.27-3.25-1.270.630.6353.3110.77-14.0814.53-2.97-9.68-1.88-0.830.640.204～17.317.31-14.6314.84-6.76-6.76-1.32-0.610.310.31表7-13活荷载作用下的各节点弯矩（右布置）节点层次ACD上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁下柱上柱10-0.880.883.804.80-8.606.55-6.559～6-1.86-1.863.7210.2112.5712.57-35.3531.98-15.99-15.9957 5-0.60-1.962.575.987.1623.29-36.4335.30-26.99-8.314～1-0.97-0.971.934.2716.3516.35-36.9736.34-18.17-18.17根据弯矩进行两种情况剪力与轴力的计算（轴力无需叠加），结果如表5-14、7-15所示：表7-13活荷载作用下的剪力与轴力节点层次剪力(kN)轴力(kN)AC（左）C（右）DACD左布置102.77-3.040.120.12-5.67-9.050.129～611.38-11.860.630.63-22.98-36.090.63511.54-11.700.380.38-23.14-35.680.384～111.58-11.660.270.27-23.18-35.530.27右布置10-0.87-0.876.29-5.710.87-13.05-8.719～6-2.58-2.5824.47-23.532.58-50.65-35.535-1.58-1.5824.16-23.841.58-49.34-35.844～1-1.15-1.1524.09-23.911.15-48.84-35.918.抗震内力计算本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布均匀且近似于单质点体系，可以采用底部剪力[19]法计算地震作用。在计算过程中，分别计算纯框架体系与框架—支撑体系的地震作用，进一步比较两种体系的结构性能。内力计算则采用D值法计算。8.1重力荷载计算根据《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）[20]第5.1.3条规定，计算地震作用时重力荷载代表值应取结构自重标准值和各可变荷载组合值之和。按等效均布荷载计算的民用建筑楼面活荷载的组合系数为0.5且不再按楼层折减，屋面活荷载则不计。8.1.1顶层重力荷载计算屋盖自重3.773×27.2×12.6=1293.08kN梁自重0.56×（12.6×6+7.2+5.4×2+27.2×5+12.2×2）=142.24kN柱自重2.69×24=64.56kN支撑自重0.71×2×（3.96×2+4.62×3+3.14×2）=39.85kN带支撑墙体自重（11.8×0.15+0.85）×2.9×（12.6+3.6+7.2）=177.79kN57 内墙自重（6.5×0.1+0.85）×56.68×2.9=246.56kN外墙自重（6.5×0.15+0.85）×（27.2-0.24）×2×2.9=285.37kN女儿墙自重0.545×（12.6+27.2-0.24×2）×2×0.75=32.14kN小计2281.59kN8.1.2第一标准层重力荷载计算楼盖自重（4.083+0.5×2）×27.2×12.6=1742.05kN梁自重0.56×（12.6×6+7.2+5.4×2+27.2×5+12.2×2）=142.24kN柱自重2.69×24=64.56kN支撑自重0.71×2×（3.96×2+4.62×3+3.14×2）=39.85kN带支撑墙体自重（11.8×0.15+0.85）×2.9×（12.6+3.6+7.2）=177.79kN内墙自重（6.5×0.1+0.85）×56.68×2.9=246.56kN外墙自重（6.5×0.15+0.85）×（27.2-0.24）×2×2.9=285.37kN小计2698.42kN8.1.2第二标准层重力荷载计算第二标准层与第一标准层的柱截面不同，而其他荷载相同。第二标准层的柱自重为117.36kN。故2698.42-64.56+117.36＝2751.22kN8.2刚度计算8.2.1梁的线刚度计算表6-1梁的线刚度位置跨度l(m)惯性矩I0(m4)边框框架梁中框框架梁Ib=1.2I0(m4)Kb=EIb/l(kN·m)Ib=1.2I0（m4）Kb=EIb/l(kN·m)AC5.42.00E-042.40E-049.33E+033.00E-041.17E+04CD7.22.00E-042.40E-047.00E+033.00E-048.75E+038.2.2支撑的侧移刚度计算在D值法的计算中，必须考虑支撑的抗侧刚度的影响。在D值法的力学模型中，梁的中点是反弯点，且只有水平位移而无竖向位移。支撑与梁的连接处也是梁的中点，所以支撑的顶点也只有水平位移而无竖向位移。因此两支撑的轴力绝对值相等，竖向分力恰好抵消，没有改变梁和柱的弯矩。图8-1假定框架有单位Δ=1的水平位移（如图8-1）。支撑所受的轴力N=ΔuEA/B，Δu=Δ×cosα=1×l/2B。则支撑的水平力V=Ncosα=l2EA/4B3=Disinθ=Di。则支撑的水平抗侧刚度D=l2EA/2B3。表8-2支撑的侧移刚度57 位置跨度l(m)支撑长度B(m)截面面积A(m4)DAC5.43.969.22E-05454494CD7.24.629.22E-055088218.2.3柱的侧移刚度计算表8-3柱的侧移刚度层次惯性矩I0(m4)线刚度Kc=EI0/h(kN·m)K=∑Kb/2Kc（一般层）K=∑Kb/Kc（底层）α=K/（2+K）（一般层）α=（K+0.5）/（2+K）（底层）D=12αKc/h2A轴边框架边柱10～62.05E-041.48E+040.630.2450655～26.69E-044.84E+040.190.09607216.69E-044.84E+040.190.3221835A轴中框架边柱10～62.05E-041.48E+040.790.2859885～26.69E-044.84E+040.240.11744816.69E-044.84E+040.240.3322867C轴边框架中柱10～62.05E-041.48E+041.100.3575165～26.69E-044.84E+040.340.14997016.69E-044.84E+040.340.3624759C轴中框架中柱10～62.05E-041.48E+041.380.4186395～26.69E-044.84E+040.420.171204716.69E-044.84E+040.420.3826316C轴中框架楼梯柱10～62.05E-041.48E+040.790.2859885～26.69E-044.84E+040.240.11744816.69E-044.84E+040.240.3322867C轴中框架分户墙柱10～62.05E-041.48E+040.590.2348225～26.69E-044.84E+040.180.08572616.69E-044.84E+040.180.312157557 D轴边框架边柱10～62.05E-041.48E+040.470.1940415～26.69E-044.84E+040.140.07465816.69E-044.84E+040.140.3020774D轴中框架边柱10～62.05E-041.48E+040.590.2348225～26.69E-044.84E+040.180.08572616.69E-044.84E+040.180.31215758.2.4各层D值总汇表8-4各层D值总汇层次柱类型10～6（D值×根数）5～2（D值×根数）1（D值×根数）边框架边柱A轴5065607221835D轴4041465820774边框架中柱C轴7516997024759中框架边柱A轴5988744822867D轴4822572621575中框架中柱C轴86391204726316楼梯柱5988744822867分户墙柱4822572621575支撑243545124354512435451不带支撑∑D144636183528552386带支撑∑D258008726189792987837由此可以看出，支撑的抗侧刚度比框架大，从而对结构的抗震性能作出了很大的贡献。8.3自振周期计算按顶点位移法计算自振周期。由于填充墙也存在一定刚度，计算模型中的纯框架或纯剪力墙结构没有考虑到这一部分刚度。可考虑周期折减系数，鉴于本结构的墙板刚度比实心粘土砖填充墙小，而且填充墙比较少，取0.9。顶点位移按D值法计算，计算结果如表8-5所示：表8-5重力荷载下的顶点位移计算层次Gi(kN)∑G(kN)DiΔi-Δi-1=∑Gi/D(m)Δi(m)Gi(kN)∑G(kN)DiΔi-Δi-1=∑Gi/D(m)Δi(m)不带支撑的带支撑的57 10224222421446360.01550.73612282228225800870.00090.09059265949001446360.03390.72062698498025800870.00190.08968265975591446360.05230.68672698767825800870.00300.087672659102171446360.07060.634426981037725800870.00400.084762659128761446360.08900.563826981307525800870.00510.080652711155871835280.08490.474827511582626189790.00600.075642711182991835280.09970.389827511857826189790.00710.069532711210101835280.11450.290127512132926189790.00810.062422711237221835280.12930.175727512408026189790.00920.054312711264335523860.04790.046427512683129878370.00900.0451则不带支撑的结构自振周期；带支撑的结构自振周期。纯框架体系的周期比框架—支撑体系的大，说明框架—支撑体系比较“刚”，但框架—支撑体系所受的地震作用力，也将较大。8.4地震作用计算根据工程概况，采用《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ98-99）[7]对地震作用的规定，得Tg=0.40s，αmax=0.16。未带支撑的结构底部剪力：顶点附加地震作用为:，由于T1<1.4Tg，不考虑顶点附加地震作用，则带支撑的结构：表8-6各层地震作用及楼层地震剪力层次H(m)Gi(kN)GiHi/∑GiHiFi(kN)Vi(kN)Gi（kN）GiHi/∑GiHiFi(kN)Vi(kN)不带支撑的带支撑的102922420.1569153.68337.6822820.1573476.18476.18926.126590.1675164.03501.7126980.1674506.86983.04823.226590.1489145.80647.5126980.1488450.541433.58720.326590.1303127.58775.0826980.1302394.221827.80617.426590.1117109.35884.4426980.1116337.912165.7157 514.527110.094992.94977.3727510.0948287.102452.80411.627110.075974.351051.7227510.0759229.682682.4838.727110.056955.761107.4827510.0569172.262854.7425.827110.038037.171144.6627510.0379114.842969.5812.927110.019018.591163.2527510.019057.423027.008.5变形验算表8-7变形验算层次Vi(kN)Diui-ui-1=Vi/Di层间相对弹性转角Vi(kN)Diui-ui-1=Vi/Di层间相对弹性转角不带支撑的带支撑的10337.681446360.00231/1235476.1825800870.000181/156259501.711446360.00351/836983.0425800870.000381/76348647.511446360.00451/6481433.5825800870.000561/52087775.081446360.00541/5411827.825800870.000711/40986884.441446360.00611/4742165.7125800870.000841/34605977.371835280.00531/5452452.826189790.000941/309641051.721835280.00571/5062682.4826189790.001021/283331107.481835280.00601/4812854.7426189790.001091/266021144.661835280.00621/4652969.5826189790.001131/255811163.255523860.00211/1370302729878370.001011/2865注：根据《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）规定，多、高层钢结构层间相对弹性转角不得大于1/300。刚度较小的纯框架体系的结构位移较大，降低了住宅的舒适性与安全性，框架—支撑体系在这方面则优于纯框架体系。同时也验证了本结构选择框架—支撑体系的正确定。8.6地震作用下的内力计算8.6.1框架与支撑受力比较与调整根据《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）规定，框架—支撑体系中框架部分按计算得到的地震剪力应乘以调整系数，达到不小于结构底部总地震剪力的25%和框架部分地震剪力最大值1.8倍二者的较小者。表8-8框架与支撑剪力调整层次各层剪力Fi(kN)框架刚度Di层间刚度D框架剪力比重框架剪力调整后的框架剪力10476.1814463625800876%26.6948.059506.8614463625800876%28.4151.148450.5414463625800876%25.2645.467394.2214463625800876%22.1039.786337.9114463625800876%18.9434.105287.118352826189797%20.1236.2157 4229.6818352826189797%16.1028.973172.2618352826189797%12.0721.732114.8418352826189797%8.0514.49157.42552386298783718%10.6219.11∑3027188.36339.04注：，故框架剪力乘以1.8的整系数。57 8.6.2柱内力计算表8-10地震荷载作用下的柱内力计算层次层间剪力Vi(kN)层间刚度DiA轴柱C轴柱D轴柱DimVimKyM上(kN·m)M下(kN·m)DimVimKyM上(kN·m)M下(kN·m)DimVimKyM上(kN·m)M下(kN·m)1048.0514463659881.990.790.345-3.78-1.9986392.871.380.419-4.84-3.4948221.600.590.295-3.28-1.37999.1914463659884.110.790.4-7.15-4.7686395.921.380.45-9.45-7.7348223.310.590.395-5.80-3.798144.6614463659885.990.790.45-9.55-7.8286398.641.380.469-13.31-11.7548224.820.590.4-8.39-5.597184.4414463659887.640.790.45-12.18-9.96863911.021.380.5-15.97-15.9748226.150.590.45-9.81-8.026218.5314463659889.050.790.45-14.43-11.81863913.051.380.5-18.93-18.9348227.290.590.45-11.62-9.515254.75183528744810.340.240.45-16.49-13.491204716.720.420.45-26.67-21.8257267.950.180.44-12.91-10.144283.72183528744811.510.240.45-18.36-15.031204718.620.420.46-29.16-24.8457268.850.180.46-13.86-11.813305.45183528744812.400.240.53-16.90-19.051204720.050.420.5-29.07-29.0757269.530.180.56-12.16-15.482319.93183528744812.980.240.63-13.93-23.721204721.000.420.55-27.41-33.5057269.980.180.69-8.97-19.9757 1339.045523862286714.040.240.96-1.63-39.072631616.150.420.79-9.84-37.002157513.240.181.073.76-57.5357 8.6.3支撑轴力计算表8-9地震荷载作用下的支撑轴力计算层次层间剪力Vi(kN)层间刚度DiAC跨支撑（刚度454494）CD跨支（刚度508821）拉杆(kN)压杆(kN)拉杆(kN)压杆(kN)10428.13243545139.95-39.9544.72-44.729455.72243545142.52-42.5247.60-47.608405.08243545137.80-37.8042.32-42.327354.44243545133.07-33.0737.03-37.036303.81243545128.35-28.3531.74-31.745250.89243545123.41-23.4126.21-26.214200.71243545118.73-18.7320.97-20.973150.53243545114.05-14.0515.72-15.722100.3524354519.36-9.3610.48-10.48138.3124354513.57-3.574.00-4.008.6.4梁内力以及柱轴力计算表8-11地震荷载作用下的梁内力以及柱轴力计算层次梁端弯矩(kN·m)梁端剪力(kN)柱轴力(kN)AC（左）C（右）DAC（左）C（右）DACD103.782.762.073.28-1.21-1.21-0.74-0.741.21-0.47-0.7499.147.395.557.17-3.06-3.06-1.77-1.774.27-1.76-2.51814.3212.019.0212.18-4.88-4.88-2.95-2.959.15-3.69-5.46719.9915.8311.8915.40-6.63-6.63-3.79-3.7915.78-6.53-9.25624.4019.9314.9719.64-8.21-8.21-4.81-4.8123.99-9.93-14.05528.3026.0419.5622.42-10.06-10.06-5.83-5.8334.05-14.17-19.88431.8629.1121.8724.00-11.29-11.29-6.37-6.3745.34-19.09-26.26331.9230.7923.1323.97-11.61-11.61-6.54-6.5456.95-24.16-32.80232.9832.2524.2324.45-12.08-12.08-6.76-6.7669.03-29.48-39.56125.3524.7418.5916.21-9.28-9.28-4.83-4.8378.31-33.92-44.399.风荷载内力计算9.1风荷载作用计算根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ98-99）[7]第4.2.2条规定，基本风压应乘以系数1.1，故基本风压计算取值为：。风荷载体型系数μs取0.8+0.5=1.3。本结构高宽比H/B=29/12.6=2.3>1.5，应考虑风振影响，风阵系数按照采用公式计算。57 根据结构高宽比，脉动影响系数ν取0.451。结构横向自振周期采用下面公式估算：。则，因此脉动增大系数ξ取2.59。现取第五层分荷载作为示例，振型系数φz取0.34。根据《建筑结构荷载规范》（GB5009-2001）规定，风压高度变化系数μz取0.74。则：表9-1各层风荷载内力计算层次φzξνμzβzμsFi(kN)1012.590.4510.9842.1871.3194.2090.862.590.4510.9382.0711.3175.2980.792.590.4510.8912.0361.3163.6770.592.590.4510.8451.8161.3138.4460.462.590.4510.7881.6821.3119.6050.342.590.4510.741.5371.3102.6240.242.590.4510.741.3791.392.0730.142.590.4510.741.2211.381.5320.062.590.4510.741.0951.373.1010.022.590.4510.741.0321.368.889.2变形验算表9-2变形验算层次Vi(kN)Diui-ui-1=Vi/Di层间相对弹性转角Vi(kN)Diui-ui-1=Vi/Di层间相对弹性转角不带支撑的带支撑的10194.21446360.00131/2173194.225800870.000081/384629175.291446360.00121/2380175.2925800870.000071/434788163.671446360.00111/2564163.6725800870.000061/454557138.441446360.00101/3030138.4425800870.000051/555566119.61446360.00081/3448119.625800870.000051/625005102.621835280.00061/5263102.6226189790.000041/71429492.071835280.00051/588292.0726189790.000041/83333381.531835280.00041/666781.5326189790.000031/90909273.11835280.00041/714373.126189790.000031/100000168.885523860.00011/2500068.8829878370.000021/1250009.3风荷载作用下的内力计算57 9.2.1柱内力计算表9-4风荷载作用下的柱内力计算层次层间剪力Vi(kN)层间刚度DiA轴柱C轴柱D轴柱DimVimKyM上M下DimVimKyM上M下DimVimKyM上M下10194.20258008759880.450.790.345-0.86-0.4586390.651.380.419-1.10-0.7948220.360.590.295-0.74-0.319175.29258008759880.410.790.4-0.71-0.4786390.591.380.45-0.94-0.7748220.330.590.395-0.57-0.388163.67258008759880.380.790.45-0.61-0.5086390.551.380.469-0.84-0.7548220.310.590.4-0.53-0.357138.44258008759880.320.790.45-0.51-0.4286390.461.380.5-0.67-0.6748220.260.590.45-0.41-0.346119.60258008759880.280.790.45-0.44-0.3686390.401.380.5-0.58-0.5848220.220.590.45-0.36-0.295102.62261897974480.290.240.45-0.47-0.38120470.470.420.45-0.75-0.6257260.220.180.44-0.36-0.29492.07261897974480.260.240.45-0.42-0.34120470.420.420.46-0.66-0.5657260.200.180.46-0.32-0.27381.53261897974480.230.240.53-0.32-0.36120470.380.420.5-0.54-0.5457260.180.180.56-0.23-0.29273.10261897974480.210.240.63-0.22-0.38120470.340.420.55-0.44-0.5457260.160.180.69-0.14-0.32168.882987837228670.530.240.96-0.06-1.47263160.610.420.79-0.37-1.39215750.500.181.070.14-2.1657 9.2.2支撑轴力计算表9-3风荷载作用下的支撑轴力计算层次层间剪力Vi(kN)层间刚度DiAC跨支撑（刚度454494）CD跨支（刚度508821）拉杆(kN)压杆(kN)拉杆(kN)压杆(kN)10194.20258008717.10-17.1019.15-19.159175.29258008715.44-15.4417.28-17.288163.67258008714.42-14.4216.14-16.147138.44258008712.19-12.1913.65-13.656119.60258008710.53-10.5311.79-11.795102.6226189798.90-8.909.97-9.97492.0726189797.99-7.998.94-8.94381.5326189797.07-7.077.92-7.92273.1026189796.34-6.347.10-7.10168.8829878375.24-5.245.87-5.879.2.3梁内力以及柱轴力计算表9-5风作用下的梁内力以及柱轴力计算层次梁端弯矩(kN·m)梁端剪力(kN)柱轴力(kN)AC（左）C（右）DAC（左）C（右）DACD100.860.630.470.74-0.27-0.27-0.17-0.170.27-0.11-0.1791.160.990.740.89-0.40-0.40-0.23-0.230.67-0.28-0.3981.080.920.690.91-0.37-0.37-0.22-0.221.04-0.43-0.6271.010.810.610.77-0.34-0.34-0.19-0.191.38-0.57-0.8160.860.720.540.69-0.29-0.29-0.17-0.171.67-0.69-0.9850.830.760.570.66-0.29-0.29-0.17-0.171.96-0.82-1.1540.800.730.550.60-0.28-0.28-0.16-0.162.25-0.94-1.3130.660.630.480.50-0.24-0.24-0.13-0.132.49-1.04-1.4420.580.560.420.43-0.21-0.21-0.12-0.122.70-1.14-1.5610.440.520.390.18-0.18-0.18-0.08-0.082.88-1.23-1.6410.内力组合内力组合中，控制截面为各跨梁的梁端、跨中和各柱的柱边，每层梁有六个控制截面，每层柱有两个控制截面。如下图所示：活荷载作用下的内力计算采用分层组合法。梁只考虑本层活荷载的最不利布置；柱的弯矩必须考虑在该层以上所与该柱相邻的梁作用活荷载的情况，轴力则仅考虑其轴向力的传递而不考虑其弯矩的作用。同时，应图10-1考虑活荷载按楼层折减。以下组合均以第二57 层构件为例，再汇总各层列表表示。10.1梁内力组合表10-1第二层梁内力标准值荷截载面恒荷载①②活荷载×0.9③风荷载④地震荷载左布置右布置MVMVMVMVMV1-47.942.2-13.1710.421.74-1.350.58-0.2132.98-12.08249.2514.98-1.050.010.37362.25-47.5213.36-10.493.84-1.350.56-0.2132.25-12.084-122.6774.16-1.190.24-33.2721.680.42-0.1224.23-6.76556.41-0.3218.85-0.01-0.116106.37-72.41-0.550.2432.71-21.520.43-0.1224.45-6.76表10-2第二层梁内力组合值荷截载面①×1.2+②×1.4①×1.2+③×1.4①×1.2+0.9×1.4×（②+③）0.85×（①+②×0.5+④×1.3）MVMVMVMV1-75.9165.23-58.2950.93-40.1637.24-83.3854.14280.0759.1177.9849.34393.40-71.7275.48-57.3292.23-70.5194.86-58.704-193.79119.35-147.7989.16-104.7561.52-146.7680.74594.0867.7143.9356.976173.43-117.02128.25-87.06169.40-114.16132.88-79.1810.2柱内力组合表10-3第一、二层柱活荷载内力标准值轴线号荷载截面一层活荷载二层活荷载左布置右布置左布置右布置AM17.31-0.972.44-0.32M22.44-0.327.31-0.97N-23.181.15-23.181.15CM1-6.7616.35-2.255.45M2-2.255.45-6.7616.35N-35.53-48.84-35.53-48.84DM10.31-18.170.10-6.06M20.10-6.060.31-18.17N0.27-35.910.27-35.91表10-4第二层柱内力标准值57 轴线号荷载截面恒荷载①活荷载②风荷载③地震荷载④最不利布置上层传递AM126.259.75-0.38-23.72M225.69.75-0.22-13.93N-757.5-23.18-108.612.769.03CM127.1421.80-0.54-33.5M226.921.80-0.44-27.41N-1607.88-48.84-235.74-1.14-29.48DM1-58.46-24.23-0.32-19.97M2-56.83-24.23-0.14-8.97N-1071.91-35.91-168.02-1.56-39.56表10-5第二层柱内力组合值轴线号荷载截面①×1.2+②×1.4①×1.2+③×1.4①×1.2+0.9×1.4×（②+③）0.85×（①+②×0.5+④×1.3）AM145.1532.0344.2652.67M244.3731.0343.2841.29N-1093.50-912.78-1078.46-776.16CM163.0933.3260.7269.35M262.8032.9060.3062.42N-2327.86-1927.86-2286.58-1520.22DM1-104.07-69.70-100.27-82.05M2-102.11-68.39-98.90-68.51N-1571.79-1288.48-1545.21-970.1057 10.3各控制截面最大内力组合值表10-6各控制截面最大内力组合值层次梁柱123456M1M2NMVMMVMVMMV10-20.9823.8440.95-110.1763.1567.0672.267.0677.64-63.15-82.98-86.02-177.629-57.7658.6180.28103.97-75.71-179.1839.69100.03151.45-111.69-86.73-87.79-470.568-58.2258.5879.75104.57-75.74-178.73119.46100.74150.49-111.62-84.94-84.94-750.237-58.2258.5879.75104.57-75.74-178.73119.46100.74150.49-111.62-87.95-84.94-1032.636-61.8158.2979.79105.3-76.01-178.19119.67102148.52-111.42-81.57-85.11-1280.875-73.8762.3678.7795.35-71.95-177.35117.3794.58164.19113.71-106.23-129.65-1545.534-82.0965.2180.0793.47-71.74-181.74119.3594.1173.43-117.03-97.34-93.38-17963-81.8765.0680.0893.84-71.88-181.46119.4296.64172.63-116.96-93.37-97.34-2061.792-83.3865.2380.0794.86-71.72-193.79119.3594.08173.43-117.02-104.07-102.11-2327.861-76.8364.8580.1396.47-72.11-180.55119.4895.79171.22-116.89-85.72-80.71-2594.257 11.手算与电算结果分析比较手算分析中没有考虑到结构的空间效应等因素的影响，为得到更精确的结果，可利用有限元分析软件PKPM进行电算，分别用SATWE，PMSAP分别建模验算。11.1竖向荷载分析比较SATWE与PMSAP的计算模型存在一定区别，主要是对楼板的假定不同。而对于中梁和边梁刚度的放大处理中，PMSAP不分中梁和边梁，统一乘以中梁的刚度放大系数，但相差不大。通过内力计算的比较可以评价两种软件对竖向荷载的分析结果的差异。现给出对第二层③轴AB跨梁在恒荷载作用下的内力比较，如表11-1所示：表11-1各软件竖向荷载内力比较软件类型截面123456789SATWE弯矩-47-33.5-20.5-8415.426.336.746.5剪力40.939.337.836.234.733.131.53028.4PMSAP弯矩-46.7-33.7-21.1-92.613.724.434.544.2剪力4139.53836.53533.53230.529.5通过以上比较。可以看出在SATWE与PMSAP的竖向荷载计算结果相差不大。因此可采用SATWE[21]分析结果与手算结果比较。手算与电算结果绝大部分误差在10%以内，说明弯矩二次分配的分层大的计算精度较高。同时也验证了有限元，模型的正确性，截面设计时，可以采用电算的设计值。电算结果的剪力图与轴力图如下所示。以下给出③轴框架在恒荷载作用下的内力的手算结果与电算结果比较。图11-1恒荷载作用下的弯矩图（电算结果）图11-2恒荷载作用下的弯矩图（手算结果）57 图11-3恒荷载作用下的剪力图（电算结果）图11-4恒荷载作用下的轴力图（电算结果）11.2水平地震力计算分析比较一般情况下，在抗震分析中建筑的周期越大，承受的地震力越小。在手算中，得到的周期是0.46s，而SATWE分析所得周期是0.9723s，PMSAP分析所得周期是1.069s。手算的结构底部总剪力是3027kN，SATWE计算是2667kN，PMSAP是2502kN，且最大层间位移角超过1/1000，必须按照有侧移住计算。电算的周期与特征周期相差较大，可以防止产生共振而增强地震作用。手算与电算的差异明显，其主要原因是力学模型的不同。在手算中，把楼层的质量看作质点，结构总刚度计算时线性叠加了支撑的抗侧刚度，以致于得出的周期很小。这样的计算模型没有考虑到结构的空间效应。57 实际上，不带支撑的框架要和带支撑的框架要共同工作，支撑的抗侧刚度不能作用到整个结构。因此如果采用手算的力学模型，会导致结构刚度过大，周期变小，结构受到的地震力也会过大了。因此，《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ98-99）[7]第5.2.3条规定，以总支撑与总框架进行协同工作分析，返回进算结构水平力，得出结果与电算结果相近。另一方面，SATWE与PMSAP假定的力学模型不同。SATWE中假定楼板是无限刚，楼板不变形；PMSAP中假定楼板是弹性壳体，可以单独变形。对两种计算软件所得的周期作出比较：表11-2各软件计算周期比较振型123456789SATWE0.97230.53950.42620.32430.17560.17310.13870.12070.0935PMSPA1.0690.5660.4380.3440.1840.1790.1410.1240.096相差9.0%4.7%2.7%5.7%4.6%3.3%1.6%2.7%2.6%虽然不同的力学模型可能导致结构效应差异很大，但由结果可知，SATWE与PMSAP的周期相差不超过10%。原因在于本结构的楼板没有开大洞口，平面、竖向均属规则结构，而且楼板的刚度足够大，平面内变形小，符合“刚性楼板假定”。这也说明了，在比较规则的中高层住宅中，一般刚度较大的楼板符合“刚性楼板假定”。11.3电算主要计算指标表11-3层间刚度比层次RJXRJYRatX=RJXi/RJXi-1RatY=RJYi/RJYi-111.00E+063.03E+061126.89E+052.08E+060.68850.687335.67E+051.74E+060.82380.836444.87E+051.50E+060.85830.85954.32E+051.33E+060.8870.886963.07E+051.10E+060.71070.830572.76E+059.51E+060.89820.863482.49E+057.95E+050.90370.835892.11E+055.97E+050.84820.7507101.25E+052.90E+050.590.4865注：RatX与RatY均小于1.4，满足规范要求图11-5地震作用下X，Y最大位移57 图11-6地震作用下X，Y最大层间位移角图11-7风作用下X，Y最大位移图11-8风作用下X，Y最大层间位移角周期如上节所示，X方向有效质量系数为98.37%，Y方向有效质量系数为91.04%，均大于90%，满足规范要求。12.截面验算由于手算中水平力计算的不精确，采用PKPM中的SATWE分析所得的构件设计内力值进行③轴框架截面验算、①框架支撑截面验算、组合次梁设计框架梁柱节点全塑性承载力验算、节点域抗剪强度验算以及抗震构造措施验算[22]。12.1框架柱的计算长度根据《钢结构设计规范》（GB50017-2003）[23]规定，框架—57 支撑体系，需要考虑柱的计算长度系数μ。侧移刚度（产生单位侧倾角的水平力）Sb满足的属于强支撑框架，不满足的属于弱支撑框架。∑Nbi和∑N0i是指第i层层间所有框架柱用无侧移框架和有侧移框架柱计算长度系数算得的轴压稳定承载力之和。强支撑框架按无侧移计算，反之按有侧移计算。在抗震荷载计算是得出的支撑刚度为产生单位水平位移的水平力。若要产生单位侧倾角θ=Δ/h=1，则相当于产生水平位移Δ=h。因此在抗震荷载计算是得出的支撑刚度需要乘上一个产生单位位移角时的水平位移h，才符合刚度规定。则：。各层柱的计算长度系数如表9-1所示：表12-1柱计算长度系数层次框架轴线号K1K2无侧移有侧移μbλφμ0λφ1边框架A0.38100.69511.520.9851.3622.540.94511503416无侧移框架C0.67100.67411.170.9861.2620.880.952D0.29100.70211.630.9851.4323.700.94中框架A0.48100.68711.380.9851.3121.710.949C0.85100.66310.990.9861.2120.050.956D0.36100.69611.530.9851.3822.870.943楼梯柱0.38100.69511.520.9851.3622.540.945分户墙柱0.36100.69611.530.9851.3822.870.9432~5边框架A0.380.380.88214.620.9771.7629.170.91712190942无侧移框架C0.670.670.82713.700.9791.524.860.934D0.290.290.9315.410.9741.9331.980.904中框架A0.480.480.88914.730.9761.6126.680.928C0.850.850.79813.220.9811.423.200.943D0.360.360.88714.700.9761.7929.660.914楼梯柱0.380.380.88214.620.9771.7629.170.917分户墙柱0.360.360.88714.700.9761.7929.660.9146~10边框架A1.261.260.75316.670.9691.2828.340.92111852078无侧移框架C2.202.200.67714.990.9761.1525.460.933D0.950.950.64614.300.9771.3529.890.913中框架A1.581.580.7316.160.9711.2327.230.925C2.762.760.65114.410.9771.1224.790.936D1.181.180.75816.780.9691.2928.560.92楼梯柱1.261.260.75316.670.9691.2828.340.921分户墙柱1.181.180.75816.780.9691.2928.560.9257 12.2框架柱截面验算第二标准层框架柱验算：A=21950；Wx=3.34×106；Wy=1.12×106。内力设计值：Mx=-24.7；My=21.6；N=-1998.5。强度验算：平面内稳定性验算：ix=175；iy=101。按有侧移的柱计算长度系数计算，则由表9-1可知λx=20.05，φx=0.956。。平面外稳定性验算：计算柱平面外计算长度系数，μy=1.27，λy=36.47，φy=0.881。第一标准层框架柱验算：A=12040；Wx=1.37×106；Wy=0.45×106。内力设计值：Mx=-17.8；My=54.2；N=-1025.4。强度验算：57 平面内稳定性验算：ix=131；iy=74.9。按有侧移的柱计算长度系数计算，则由表11-1可知λx=24.79，φx=0.936。。平面外稳定性验算：计算柱平面外计算长度系数，μy=1.53，λy=43.93，φy=0.841。12.3框架梁截面验算内力设计值：Mmax=239.4；Vmax=127.8抗弯强度验算：Wx＝1.01×106，γx取1.05。57 抗剪强度验算：按剪力完全由腹板承担计算。由于次梁的侧向支撑作用，主梁最大的侧向支撑点间距2.7m。则l/b=13.6<16,不需验算整体稳定。型钢的局部稳定均符合规范要求，不需要验算。12.4支撑截面验算支撑必须满足抗震要求，内力设计值：Mx=14.5;My=1.9;N=-797.5。强度验算：。则支撑满足抗震要求。12.5组合次梁设计根据《钢—混凝土组合楼盖结构设计与施工规程》（YB9238—92）[9]设计组合次梁截面，取跨度6m的次梁进行验算。钢梁Ix＝2.0×108。混凝土板的有效宽度：由于压型钢板强肋与次梁垂直，不考虑压型钢板顶面以下的混凝土。l/6=6000/6=1000,S0/2=(2400-199)/2=1101,6hc=600,则取b1=b2=600。则be=b0+b1+b2=1399mm。混凝土截面的换算宽度：αE=8.08,be,eq=1399/8.08=173mm,Asc=2.45×104。混凝土板顶到中和轴距离：换算截面的惯性矩：Isc=7.46×108。到顶面的换算截面模量：Wsct=Isc/x=5.14×106。到顶面的换算截面模量：Wsct=Isc/（h-x）=1.75×106。施工阶段组合梁计算：gIk=3.49×2.4+0.56=8.936kN/m;qIk=1.0×2.4=2.4kN/m.。设计内力：承载力验算：fc=9.6N/mm2。塑性中和轴位置确定：57 ，中和轴在钢梁内。钢梁受压区面积：。钢梁受压区高度为484.7/199=2.4mm，则y1=177.4mm；y2=366.6mm。组合梁的抗弯承载力：组合梁的抗剪承载力：连接件计算：连接件选用单排M16圆柱头焊钉，对简支梁η=1，栓钉高度取150mm，压型钢板YX75-230-690（II）的bw=88mm,he=75mm。压型钢板垂直于钢梁布置，故折减系数：单个抗剪件的抗剪承载力为：所需栓钉数目：n=Vs/N=1343/42.65=32个，沿半跨单排布置，纵向间距a=6000/32=187.5mm，同时6d=96mm。因此取栓钉间距180mm。挠度验算：12.6钢框架梁柱节点全塑性承载力验算对框架C轴柱和第一层节点进行验算。12.7节点域抗剪强度验算对框架C轴柱和第一层节点进行验算，a=0.7。12.8抗震构造措施验算框架柱构造验算：分别验算其长细比与板件宽厚比。长细比要求：板件宽厚比要求：验算伸出翼缘与腹板57 ，符合要求。框架梁构造验算：本结构的楼盖采用压形钢板现浇混凝土楼盖，并与钢梁有可靠连接，符合抗震规范要求，现验算梁的伸出翼缘与腹板板件宽厚比值：，符合要求。支撑造验算：分别验算其长细比与板件宽厚比。长细比要求：板件宽厚比要求：验算伸出翼缘与腹板。，符合要求。13.节点设计节点设计是钢结构的主要部分之一，以下进行柱脚节点设计、柱与柱拼接节点设计、梁柱节点设计、次梁与主梁连接节点设计以及支撑节点设计[24]。本结构抗震烈度为8级，可采用等强度设计方法。柱与柱的连接为柱贯通连接，以三层为一根。梁以一跨为一根。13.1柱脚节点设计13.1.1设计条件采用露出式刚性固定柱脚，取②轴C框架柱验算。作用于柱脚处的内力M=24.7；N=-1998.5；V=48.9kN。柱的高度h＝2.9m，柱截面为HW400×400×13×21。Ix＝66900cm4；Iy＝22400cm4；Wx＝3340cm3；Wy＝1120cm3；A＝219.5cm2。柱与柱脚的连接板件、锚栓等均采用Q235钢，焊条底板下混凝土的强度等级为C40。柱翼缘采用完全汗透的坡口对接焊缝，而腹板采用角焊缝链接，角焊缝高度hf=8mm。13.1.2柱脚细部设计计算柱脚一侧的锚栓为3M24，则取底板尺寸L×B=500×640，a=70mm，lt=50mm，加劲肋厚度12mm，高度340mm，长度100mm，与底板链接的角焊缝高度8mm。柱脚底板处的混凝土基础的面积为1000mm×1000mm。底板下混凝土最大受压应力的计算：底板厚度确定：57 取t=40mm，。图13-1柱角节点设柱与底板焊缝强度验算：加劲肋验算：13.2柱与柱的拼接连接设计柱连接方式为翼缘采用全焊透的坡口对接焊缝链接，并采用引狐板施焊。腹板全部采用双剪的高强度螺栓进行拼接连接，表面喷砂处理；螺栓采用10.9级的摩擦型高强螺栓；衬板厚10mm，宽30mm。连接点为距楼板顶1.2m处，所受轴力N=-1450.8kN。取nW=18（个）。图13-2柱与柱的拼接连接设计13.3梁柱节点设计57 主梁与柱强轴连接节点为刚性节点，翼缘与柱的连接采用设引弧板的完全焊透的坡口对接焊缝连接，腹板与柱连接采用摩擦型高强度螺栓连接，表面喷砂处理。设计内力：M＝239.4kN·m，V＝127.8kN。梁翼缘完全焊透的对接焊缝验算：图13-3梁柱节点设计（强轴）图13-4梁柱节点设计（弱轴）腹板连接所需的摩擦型高强度螺栓数目：取nW=6（个）。连接板厚度。则取连接板厚度为10mm，与柱翼缘的连接用双面角焊缝连接，焊脚尺寸＝10mm。柱水平加劲肋设计：，加劲肋可按构造设置。取加劲肋尺寸为400×96×10，则。与柱翼缘与腹板采用全焊透的坡口对接焊缝连接。节点的抗剪强度验算：同理，弱轴方向处理相同，按照构造确定。13.4次梁与主梁连接节点设计将主梁作为支点，并将次梁的两端与主梁的连接作为铰接处理，采用双剪的摩擦型高强螺栓连接，表面喷砂处理。设计内力：V=61.2。采用10.9级取8M24螺栓，竖向排距93mm，竖向行距84mm。连接板尺寸为171×300。57 螺栓抗剪与受弯承载力验算：连接板板厚确定：，取t=7mm。主梁加劲肋与主梁连接的焊缝验算：图13-5次梁与主梁连接节点设计13.5支撑节点设计支撑是采用等强度设计方法。设计内力N=797.5kN。采用单剪的摩擦型高强螺栓连接，表面喷砂处理。采用10.9级取8M24螺栓，连接板尺寸为390×160。净截面强度验算：连接板板厚确定：，取t=8mm螺栓抗剪承载力：图13-6支撑节点设计57 14.楼梯设计与基础设计14.1楼梯设计楼梯采用梁式钢楼梯[25]。踢脚161mm，踏步270mm，梯段梁采用Q235的［22a，踏板采用6mm厚的扁豆型花纹钢板，与梯段梁以6mm焊缝连接。楼梯上的均布活荷载标准值qk=2.0kN/m2。平台板采用与楼板相同的压型钢板组合板。平台梁选用Q235的工28a梁。14.1.1梯段梁验算荷载计算：水磨石地面(0.27+0.161)×0.6×0.65/0.27=0.62kN/m水泥砂浆找平(0.27+0.161)×0.6×0.02×20/0.27=0.31kN/m踏步板自重(0.27+0.161)×0.006×0.6×76.93×/0.27=2.01kN/m梯段梁自重76.93×0.003184/0.859=0.29kN/m板底吊顶0.50kN/m小计3.73kN/m总荷载设计值p=1.2×3.73+1.4×2=7.28kN/m。梯段梁斜角为，，A=3184mm2。板水平计算跨度ln=2.16m，内力设计值。抗弯强度验算：Wx＝1.414×105，γx取1.05。抗剪强度验算：按剪力完全由腹板承担计算。14.1.2平台梁验算梯段梁荷载集中作用与平台梁上Fi＝7.86kN。梁自重q=0.43kN/m。弯矩设计值：剪力设计值：抗弯强度验算：Wx＝5.08×105，γx取1.05。抗剪强度验算：按剪力完全由腹板承担计算。57 14.2基础设计根据《高层建筑箱形与筏形基础技术规范》（JGJ6—99）[26]本结构采用平板式筏形基础[27],[28]，混凝土强度等级为C30。根据本工程的地质条件，确定基础埋置深度为6m。此时地基持力层为粉质粘土土层，其含水量为31%，属可塑状态。底层为中密细沙，标准贯入试验锤击数N=25。按照《建筑地基基础设计规范》（GB5007-2002）[29]5.2.4条确定地基的承载力特征值：根据地质条件，利用PKPM的JCCAD软件设计基础。柱冲切验算中，冲切数值均大于1，满足要求。总竖向荷载为55110kN（含基础自重），板底平均反力为135kPa<502.2kPa。地基变形验算中，最大变形值为6.6mm<200mm，且变形均匀，符合规范要求，可进行对筏板的配筋与施工图绘制。15.防锈防火设计15.1防锈处理钢结构具有材料性能好，建设工期短，结构轻巧的优点，但是钢结构的防锈和防腐维护是重要问题，全世界估计约有10%的开采金属耗费为铁锈而不能回收，据某些先进工业国家对钢铁腐蚀损失的调查，针对腐蚀所损耗的费用约占总生产毛值的2～4%。钢结构腐蚀结果不单是经济上和资源上的损失，腐蚀对钢结构带来杆件截面减损，降低了结构承载能力可靠度，腐蚀形成的“锈坑”促使钢结构产生脆性破坏的可能性增大，尤其是抗冷脆性能下降，腐蚀带来构件过早损坏或需要频繁维修。钢结构防腐蚀方法很多，有使用耐蚀钢材、钢材表面氧化处理、表面用金属镀层保护和涂层涂料保护等。对于已有腐蚀的钢结构防腐蚀处理，采用涂层防腐蚀是可以实现的；涂层防腐蚀不仅效果好，且价廉、品种多、适用范围广、施工方便，不大增加结构重量还可以给构件以各种色彩。根据《钢结构工程施工质量验收规范》（GB50205—2001）[30]规定，本结构除锈等级为，即采用较彻底喷砂，完全除去氧化皮、锈和油污垢异物，再用毛刷、压缩空气彻底将表面清理，仅允许有极少量点锈或纹锈存在，处理后表面呈近似灰白色金属面。底漆采用溶剂基无机富锌漆，厚度选用100μm，防火涂料作为面漆。15.2防火处理钢材是一种不会燃烧的建筑材料，但是钢材作为建筑材料在防火方面又存在一些难以避免的缺陷，它的机械性能，如屈服点、抗拉及弹性模量等均会因温度的升高而急剧下降。57 钢结构通常在450～650℃温度中就会失去承载能力，发生很大的形变，导致钢柱、钢梁弯曲，结果因过大的形变而不能继续使用，一般不加保护的钢结构的耐火极限为15分钟左右。这一时间的长短还与构件吸热的速度有关。　　要使钢结构材料在实际应用中克服防火方面的不足，必须进行防火处理。钢结构的防火保护措施主要有添加外包层、空心型钢结构内充水、设置耐火材料组成的屏障和设置钢结构防火涂料保护构件。　　高层建筑一旦发生火灾事故，火不是在短时间内就能扑灭的，这就要求我们在建筑设计时，加大对建筑材料的防火保护，以增强其耐火极限，并在建筑内部制订必要的应急方案，以减少人员伤亡和财产损失。根据《高层民用建筑设计防火规范》（GB50045—95）[31]规定，本结构属于二类结构，构件的耐火极限应符合表15-1规定：表15-1构件耐火极限构件名称燃烧性能和耐火极限（h）防火墙不燃烧体3.00承重墙，楼梯间墙，分户墙不燃烧体2.00非承重墙，疏散走道两侧的隔墙不燃烧体1.00房间的隔墙不燃烧体0.50柱不燃烧体2.50梁不燃烧体1.50楼板、疏散楼梯及屋顶承重构件不燃烧体1.00吊顶不燃烧体0.25本结构采用防火涂料作为防火措施。根据《钢结构防火涂料应用技术规范》（CECS24：90）[32]规定，梁柱均采用厚型防火涂料，涂料施用厚度可按经验公式确定，其中T1，T2分别是待喷与标准试验时的喷层厚度(mm)；W1，W2分别是待喷与标准试验时的构件重量(kN/mm)；D1，D2分别是待喷与标准试验时的构件防火涂层接触周长(mm)；K为系数，对钢梁取1，对钢柱取1.25。本结构可采用室外厚型钢结构防火涂料WH—SZ108—3，根据《钢结构防火涂料》（GB14907—2002）[33]规定，以工40b型钢作标准试验时，耐火极限2.5h时涂层厚度为20mm，耐火极限1.5h时涂层厚度为12mm。表15-2保护层厚度计算截面耐火极限W1D1W2D2T2KT1HW400×400×13×212.51723990.6473.842164.898201.2532HW300×300×10×152.594.5307674.842164.898201.2522HW250×250×9×142.572.42457.8475.842164.898201.2521HN396×199×7×111.556.7267076.842164.8981217根据上表数据，确定并归第一标准层柱的涂层厚度为25mm，第二标准层柱的涂层厚度为35mm，梁的涂层厚度为10mm，支撑的涂层厚度为25mm。57 57 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