钢结构毕业设计(优秀毕业设计）

'摘要木毕业设计的建筑是徐州开元四季物业管理综合楼，位于江苏省徐州市，总建筑面积约为5000加S总高度为2&95加，共6层，各层高4.5m0在此次毕业设计中，设计内容包括建筑设计、结构设计和专题三部分。建筑设计在整个工程设计中起着主导和先行的作用，着重解决建筑物内部各种使用功能和使用空间的合理安排，建筑与周围环境，与各种外部条件的协调配合，内部和外表的艺术效果，各个细部的构造方式等。创造出既符合科学性又具有艺术的生产和生活环境。结构设计是土木工程毕业设计的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段，是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。结构计算的目的在于保证所设计的结构和结构构件在施工和工作过程中能满足预期的安全性和使用性耍求。专题部分的内容是钢框架一中心支撑结构体系设计要点研究。结合本次毕业设计和相关的参考资料，总结出有关中心支撑结构的作用。另外仔细研读了一篇与本专业相关的英文文献，并将其译成中文。关键词：建筑设计结构设计钢框架-中心支撑 ABSTRACTThegraduationdesignisthebuildingofxuzhoukaiyuanseasonscomplexpropertymanagement,whichlocatesinthedowntownareaofXuZhouCityinJiangsuProvince,hasatotalconstructionareaofabout5000squaremeters.Thebuidingiscomposedofsix-story,27.95mhigh,eachstoryis4.5m.Atthegraduationdesign,thedesignincludesthreepartsarchitecturedesign,structuredesignandproject.Architecturedesignplaysaleadingandadvancerole,focusonsolvingavarietyofuseswithinthebuildingfunctionandthereasonablearrangementoftheusespace,architectureandenvironment,andthecoordinationofvariousexternalconditions,theinternalandexternalartisticeffect,eachdetailoftheconstructionmethodsetc.Createscientificandartisticaccordswiththeproductionandlivingenvironment.Civilengineeringstructuredesignisanimportantstageofgraduationdesign,isacomprehensivestudybeforegraduationstage,istodeepen,broaden,theimportanceofintegratedteachingandlearningprocess,andisimportantforcollegemajorknowledgecomprehensivesummary.Thepurposeofthestructurecalculationistoensurethatthedesignedstructureandstructuralcomponentsandworkintheconstructionprocesstomeetdesiredsafetyanduserequirements.Theprojectssectionisthedesignguidelineofsteelframe・centersupportstructuresystem.Combinedwiththisreferencedesignandrelatedgraduate,summeduptheroleofthecentralsupportstructure.Inaddition,anEnglisharticleoncivilengineeringhasbeenresearchedandtranslated.Keyword:architecturaldesign;structuredesign;steelframe・centersupport 气象条件地形、地质及地震烈度水文地质其它资料建筑设计依据11111122222344444444555555555556目录第一部分开元四季小区物业管理综合楼建筑设计建筑设计节设计任务和设计要求….1.1.1设计任务1.1.2设计要求节建筑物所处的口然条件1.2.11.2.21.2.31.2.41.2.51.2.6节建筑物功能与特点节建筑空间组合及房间的确定节建筑的平立面设计1.5.1平面设计1.5.2立而设计1.5.3考虑材料质感和色彩配置节建筑物的防火与疏散节建筑主要构造做法要求1.7.1楼而做法1.7.2屋而做法1.7.3地面做法1.7.4内墙面做法1.7.5外墙面做法1.7.6卫生间做法1.7.7踢脚做法1.7.8墙基防潮1.7.9台阶做法1.7.10散水：宽度900mmf坡度4%的面层..1.7.11排水雨水管：直径1lOznmPVC落水管1.7.12门窗：木门、钢窗1.7.13基础节防水设计1.&1屋面防水61.&2卫生间楼面防水6第二部分开元四季小区物业管理综合楼结构设计 结构形式的选取7节结构设计资料7节结构方案选取71.2.1竖向承重体系选取71.2.2水平向承重体系选取81.2.3基础形式选取91.2.4其他结构形式选取9第2章结构设计计算102.1节框架结构设计1()2.1.1结构和置和计算简图102.1.2构件尺寸及线刚度122.2节荷载计算122.2.1计算单元122.2.2恒载计算132.2.3竖向荷载作用计算152.2.4地震作用计算162.2.5横向梁线刚度182.2.6柱的线刚度计算182.2.7横向框架柱侧移刚度D值计算192.2.8底部剪力法计算水平地震作用202.3节内力计算252.3.1恒载作用下内力计算252.3.2水平地震作用下内力计算342.4节内力计算(PKPM辅助计算)422.4.1建模及相关信息输入422.4.2恒荷载作用下内力输出452.4.3左震作用计算简图482.4.4手算荷载、内力与机算荷载、内力比较分析49第三章构件设计503.1节结构构件验算503.1.1框架柱的验算503.1.1.1框架底层柱Z-1503.1.2框架梁验算533.2节框架连接设计543.2.1主梁与柱的连接：543.2.2主梁与次梁的饺接连接：563.3节柱脚设计583.3.1中柱柱脚的设计583.4节基础设计603.4.1地梁设计603.4.1.1确定DL-1的尺寸及配筋603.4.2设计基础613.5节压型钢板组合楼板的设计653.5.1压型钢板组合楼板验算66 3.6节楼梯设计7()3.6.1楼梯板设计713.6.2平台板设计723.6.3平台梁设计73第二部分钢框架•中心支撑结构体系设计要点研究1、前言731.1钢框架的发展731.2纯钢框架体系阶段731.3支撑钢框架体系阶段2幻731.2.1中心支撑框架结构731.3.2偏心支撑框架结构741.3.3消能支撑框架结构742、国内外应用情况752.1国内钢框架应用情况752.2国外钢框架应用情况753、国内外研究现状753.1理论研究方面753.1.1钢支撑的研究现状753.1.2中心支撑钢框架的研究现状⑴773.2实验结论⑵783.3设计方法783.3.1基于承载力的抗震设计783.3.2基于位移的抗震设计793.3.3基于能量的抗震设计793.3.4基于能力的抗震设计793.3.5基于损伤的抗震设计793.3.6基于功能的抗震设计803.3.7Pushover方法的计算分析模型813.3.8Pushover方法的实施步骤⑶824、目前设计方法存在的问题844.1框架-中心支撐体系研究844.2延性中心支撐框架体系研究855、中心支撑改进856、钢框架与钢框架中心支撑的比较86参考文献：89附录表191致谢错误！未定义书签。 第一■部分开元四季小区物业管理综合楼建筑设计 第1章建筑设计建筑设计是在总体规划的前提下，根据任务书的耍求综合考虑基地环境，使用功能,结构施工，材料设备，建筑经济及建筑艺术等问题。着重解决建筑物内部各种使用功能和使用空间的合理安排，建筑与周围环境，与各种外部条件的协调配合，内部和外表的艺术效果，各个细部的构造方式等。创造出既符合科学性又具有艺术的生产和生活环境。1.1节设计任务和设计要求1.1.1设计任务本设计的主要内容是物业管理综合楼的设计，作为一个办公及生活休闲的空间设计，要在平而规划中自始至终遵循实用、功能需求和人性化管理充分结合的原则。在设计中，考虑科学合理的划分职能区域，也要考虑到能满足办公的需要。1.1.2设计要求此次设计依据建筑法规、规范和一些相应的建筑标准为依据进行设计。建筑设计除了应满足相关的建筑标准、规范等要求Z外，原则上还应符合以下要求：(1)满足建筑功能要求；(2)结构总体布置原则(3)符合所在地规划发展的要求并具有良好的视觉效果；(4)釆用合理的技术措施；(5)提供在投资计划所允许的经济范畴内运作的可行性。1.2节建筑物所处的自然条件L2.1气象条件建设地区的温度、湿度、日照、雨雪、风向、风速等是建筑设计的重要依据，例如：炎热地区的建筑应考虑隔热、通风、遮阳、建筑处理较为开敞；在确定建筑物间距及朝向时，应考虑当地日照情况及主要风向等因素。基木雪压基本风压值0.35kN/m20.35kN/m21.2.2地形、地质及地震烈度基地的地形，地质及地震烈度直接影响到房屋的平面组织结构选型、建筑构造处理及建筑体型设计等。地震烈度，表示当发生地震时，地面及建筑物遭受破坏的程度。烈度在6度以下时，地震对建筑物影响较小，一般可不做抗震计算，9度以上地区，地震破坏力很大，一般应 尺量避免在该地区建筑房屋，建筑物抗震设防的重点时7、8、9度地震烈度的地区。本工程为7度设防，在设计过程中考虑抗震设防各方面的要求。1.2.3水文水文条件是指地下水位的高低及地下水的性质，宜接影响到建筑物基础及地下室。一般应根据地下水位的高低及底下水位性质确定是否在该地区建筑房屋或采用相应的防水和防腐措施。本工程地下水位为浅地下水位，对建筑物的影响很小，可不考虑水质对基础混凝土的侵蚀。1.2.4地质场地属废黄河冲积平原高漫滩地貌，场地较为平坦。根据土体的成固时代，物理力学指标等差异，共划为两个工程地质层：①层：素填土黄灰色〜灰色，很湿，以粉土、粉质粘土为主夹植物根系，局部夹较多碎石、碎砖，层厚0.5米左右，该层非均质，低强度。②层：粘土黄色、坚硬、厚度大于4米，该层中低压缩性，中高强度，地基承载力特征值为190炒。o1.2.5其它资料丙类50年二级1.0地面以上I类JGJ67-2006GB50352-2005GB50016-2006GB50068-2001GB50009-2001建筑类别设计使用年限结构安全等级结构重要性系数环境类别1.2.6建筑设计依据《办公建筑设计规范》《民用建筑设计通则》《建筑设计防火规范》国家标准通用图集(建筑、结构)《建筑结构可靠度设计统一标准》《建筑结构荷载规范》1.3节建筑物功能与特点该拟建的建筑位于徐州。设计内容：本设计为六层的开元四季小区物业管理综合楼，此建筑总建筑面积约为50002ITTo(1)满足建筑功能要求。首先考虑到了底层超市及上层综合楼办公活动的需要，办公室设置应分配合理，采光通风良好，同时还要合理安排管理室、职工活动室和厕所等行政管理和辅助用房，并满足结构施工和安全疏散的要求。(2)采用合理的技术措施。正确选用建筑材料，根据空间组合的特点，选择合理的结构、施工方案，使房屋坚固耐久、建造方便。本综合楼采用横向承重体系，选用NALC加气混凝土墙板，施工较为方便。（3）考虑建筑美观以及总体规划的要求。（4）依据人体尺度和人体活动所需的空间尺度，來确定踏步、窗台、栏杆的高度，门 洞、走廊、楼梯的宽度和高度，以及各类房间的高度和面积大小（5）徐州地区气候较为适宜，忽略温度、湿度、口照、风雪、风向、风速等气候的影响。（6）考虑地形、地质条件和地震烈度。本建筑场地较为平整，地质条件较为简单，所以采用全框架结构及独立基础。该建筑属丙类建筑，抗震二级，采取7度抗震设防，在建筑平面及体型上基本没有凹凸。1.4节建筑空间组合及房间的确定（1）本建筑在确定空间组合方式时主要考虑了建筑功能、比例尺度等因索，建筑物各部分组合体的主从关系分明，有较为端正、庄严但乂不失灵活多变的感觉。各组成部分体量较为恰当，完整均衡、比例恰当；主次分明、交接明确。（2）在平面设计时，考虑了使超市、办公用房、活动室、医疗室、辅助用房功能分区明确、布局合理、联系方便、互不干扰，并且使办公用房获得良好的朝向和通风条件。本综合楼采用了分层布置的串联曲线式平面组合方式，即将功能关系紧密的房间布置于同一层内，并形成若干单体房间按一定方向相连接的空间组合，具有良好的使用性和明显的方向性。厕所设在楼道的尽端，避开了人流密集的部位，也避免了气味串入室内。（3）房间的面积、形状和尺寸满足室内使用活动和设备合理布置的要求。（4）门窗尺寸的确定根据建筑图集，并满足采光和通风的要求。①门的位置的确定考虑到了室内交通路线简捷和安全疏散、充分利用使用面积、室内穿堂风通畅的要求。对于普通办公室，为满足走道疏散宽度的要求，采取了向内开启的方式；②窗台的高度取1800/7^,窗高1800mm,使得光线在房间里的照射深度较大，避免了在房间的天棚岀现暗角；整个建筑采用了同一种窗的形式，既满足了建筑美观的要求也最大限度满足了采光和通风的要求。（5）楼梯间的确定该工程中只采用一种楼梯形式，即三跑楼梯。①楼梯踏步尺寸的确定考虑了人们行走的舒适性，取踏面宽300mm,踢面高150mw,楼梯坡度小于30°o②梯段和平台的尺寸梯段宽取决于同时通过的人流的股数及有否经常通过一些设备的需要，再结合本建筑的一些布置特点，取楼梯间宽4500m//?o③楼梯扶手的确定楼梯的扶手应坚I占I适用，且岀于安全因索扶手均自其前缘向前伸岀300/7?/??o（6）厕所各尺寸的确定厕所内设有洗手池。一卫生洁具数量的要求按照《办公建筑设计规范》JGJ67-2006为:男厕每40人设大便器一具；每30人设小便器一具；女厕每20人设大便器一具；洗手盆每40人设一具。实际设计中男厕设有大便器四个，小便器四个，女厕设有大便器四个。洗手池及各卫生洁具的尺寸均按建筑设计图集的要求确定。1.5节建筑的平立面设计1.5.1平面设计建筑朝向为南北向，平面布置满足长宽比小于5,矩形平面布置，东西方向采用纵向7.2加、4.5加、6.3m.9.0m、6.3m、4.5m、7.2m柱距，横向三跨6加的柱距，满足建筑开间模数和进深的要求。1.5.2立面设计 该建筑立面为了满足采光和美观要求，采用统一的钢窗和木框架们，同时紧密结合房屋内部空间组合的平剖关系。在建筑设计图集中查找相应部位的尺度，如踏步高取150加加，窗台高900mm,楼梯栏杆高900m/77,以满足人们生活习惯和安全的需要。在建筑物的突出部分也尽量使比例协调，满足人们的视觉习惯以及结构上的要求。1.5.3考虑材料质感和色彩配置在里面轮廓的比例关系、门窗排列、构件组合以及墙面划分基本确定的基础上，较为合理地对材料质感和色彩进行了选择和配置，以使建筑立面进一步取得丰富和生动的效果。1.6节建筑物的防火与疏散贯彻“预防为主，防消结合”的方针，采取防火措施，防止和减少火灾危害。本建筑采用一级耐火设计，其构件的燃烧性能和耐火极限不应低于建筑防火设计的规定。本工程中分散设置了两个安全楼梯，底层外加一个紧急疏散通道，满足安全疏散的要求。1.7节建筑主要构造做法要求1.7.1楼面做法(1)0.8mm厚压型钢板(2)100mm厚C25混凝土板(3)厚1：3水泥砂浆找平层(4)3mm厚T910地砖(5)吊顶及吊挂1.7.2屋面做法(1)0.8mm厚压型钢板(2)100mm厚C25混凝土板(3)40mm厚C20防水细石混凝土(4)20mm厚1：2水泥砂浆找平层(5)100mm膨胀珍珠岩保温层(6)30mm厚水泥砂浆找平层(7)4mm厚改性沥青防水层(8)吊顶及吊挂1.7.3地面做法(1)20mm厚1:2水泥沙浆压实抹光(2)60mm厚C15混泥土随捣随抹(3)100mm厚碎石或碎砖夯实(4)素土夯实1.7.4内墙面做法lOOmmNALC加气混凝土墙板 1.7.5外墙面做法150mmNALC加气混凝土墙板1.7.6卫生间做法(1)8mm厚防滑地砖，素水泥浆擦缝(2)20mm厚水泥砂浆保护层(3)1.5mm厚涂膜防水(4)20mm厚1：3水泥砂浆找平层(5)素水泥浆结合层一道(6)压型混凝土楼板1.7.7踢脚做法(1)10厚1：2水泥门石子(或掺有色石子)磨光打蜡(2)12厚1：3水泥砂浆打底(3)刷界面处理剂一道1.7.8墙基防潮20厚1：2水泥砂浆掺5%避水浆，位置一般在-0.06m标高处1.7.9台阶做法(1)20mm厚1：2.5水泥砂浆抹面(2)素水泥浆一遍(3)70mm厚C15混凝土(厚度不包括踏步三角形部分)台阶面向外坡1%(4)160mm厚碎石或碎砖石，灌1：5水泥砂浆(5)素土夯实1.7.10散水：宽度900mm,坡度4%的面层(1)40厚C20细石混凝土，撒1：2水泥黄沙压实抹光(2)120厚碎石或碎砖灌M2.5混合砂浆(3)素土夯实，向外坡4%1.7.11排水雨水管：直径llOmmPVC落水管1.7.12门窗：木门、钢窗1.7.13基础采用柱下独立基础，基础采用C30混凝土，有垫层，垫层厚度100加加，垫层混凝土标号为C15。基础具体尺寸与做法详见基础设计。1.8节防水设计1.8.1屋面防水该建筑属一般的民用建筑，防水等级为III级，采用单道设防，防水层耐用年限可达10年。采用三毡四油的沥青防水卷材，四周均贴至泛水高度（450高），所有出屋面竖井及遇阴阳角转弯处应附加一层，并做纤维布加强层（300宽），出屋面管道或泛水以下外墙穿墙处，安装后用细石混凝土封严，管根四周加嵌油膏，与防水层闭合。防水应包裹立管高300mm。1.8.2卫生间楼面防水一卫生间楼面上做20厚1：3水泥砂浆找平，上涂CR65防水宝涂膜，墙角四周及竖管 外壁涂至建筑标高高出200处，上浇40厚C20细石混凝土搓毛，并向地漏方向作1%的泛水。 第1章结构形式的选取1.1节结构设计资料(1)工程名称：徐州开元四季物业管理综合楼工程规模：六层结构类型：钢框架结构工程环境：本工程位于徐州市区抗震设防烈度：7度，第二组别，设计地震基本加速度值为0.lg建筑类别：丙类场地土：II类设计使用年限:50年结构安全等级：二级结构重耍性系数:1.0环境类别：•地面以上I类基础：二at类(2)结构设计依据GB50009-2001GB50017-2003JGJ99-98《建筑结构荷载规范》《钢结构设计规范》《高层民用建筑钢结构技术规程》《钢-混凝土组合楼盖结构设计与施工规程》YB9238-92GB50011-2001《建筑抗震设计规范》《建筑地基基础设计规范》GB50007-20021.2节结构方案选取1.2.1竖向承重体系选取选择合理的抗侧力结构体系，进行合理的结构或构件布置，使之具有较大的抗侧刚度和良好的抗风、抗震性能，是结构设计的关键。同时还须综合考虑建筑物高度、用途、经济及施工条件等因素。常见的竖向承重体系包括砖混结构体系、框架结构体系、剪力墙结构体系、框架-剪力墙结构体系及筒体结构体系等。砖混结构体系：主要由墙体承受竖向荷载，楼板层承受水平荷载，同时设置构造柱加强墙体的稳定性，设置圈梁增强建筑物的空间刚度及整体性。其自重大，且不利于抗震，加上浪费粘土资源，因此目前限制使用。框架结构体系：由梁柱连接而成，其具有建筑平面布置灵活、造型活泼等优点，可以形成较大的使用空间，易于满足多功能的使用要求。在结构受力性能方面，框架结构属于柔性结构，自振周期长，地震反应较小，经合理设计可具有较好的延性性能。其缺点是结构抗侧刚度较小，在地震作用下侧向位移较大。剪力墙结构体系：由剪力墙同时承受竖向荷载和侧向力的结构，剪力墙是利用建筑外墙和内隔墙位置布置的钢筋混凝土结构墙，承受竖向荷载在墙体内产生的向下的压力及侧向力在墙体内产生的水平剪力和弯矩，I大I此剪力墙具有较大的承受侧向力的能力。但墙体太多，混凝土和钢筋的用量增多，材料强度得不到充分利用，既增加了结构自重，又限制了建筑上的灵活多变。 框架-剪力墙结构体系：其既保留了框架结构建筑布置灵活、使用方便的优点，又具有剪力墙结构抗侧刚度大、抗震性能好的优点，同时充分发挥材料的强度作用，具有较好的技术经济指标。一般10~40层的高层建筑可采用该结构。筒体结构体系：主要有核心筒和框筒结构组成的空间受力结构。筒体结构抗侧刚度大,整体性好；建筑布置灵活，能提供很大的可以自由分隔的使用空间，特别适用于30层以上或100加米以上的超高层建筑。多层民用建筑设计多采用钢筋建结构和砖混结构，很少采用钢结构，钢结构在民用房屋的应用主要还集中在高层建筑上，近年钢结构在民用建筑上的应用越来越多，随着钢结构在实际工程的应用经验和设计理论研究的深入，及钢结构厂家不断推出新的钢结构产品，钢结构在多层民用建筑上的应用□渐增长，相对钢筋径具有较高的经济价值。轧制II型钢的大量生产，楼承板的多样化，防腐涂料及防火涂料的成熟也为多层民用房屋钢结构的应用创造了广阔的空间，多层钢结构有如下特点：(1)质量易控制：钢结构构件工厂加工，节点螺栓连接，生产自动化程度高，精度有保证，干作业，质量易于控制。(2)施工工期短：钢结构工厂化生产，现场安装，工序简单，工作面大，施工速度快。(3)充分利用建筑空间：钢结构相对钢筋妊结构梁柱截面小，可以降低层高，增大有效使用面积，结构布置灵活，容易获得大空间，能够悬挑较大跨度。本综合楼的建筑高度约为27m,共计六层，层高度均为4.5m,在楼层高度及建筑物高度均比较小的情况下，其结构的抗侧刚度及抗震性都较容易满足。根据本楼的功能使用性，要求建筑平面布置比较灵活，可以形成较大的使用空间。经各方案比较筛选，我选用钢框架结构作为该综合楼的竖向承重体系。1.2.2水平向承重体系选取常见的横向承重体系包括：现浇楼盖、叠合楼盖、预制板楼盖、组合楼盖等。现浇楼盖结构：可分为肋梁楼盖、密肋楼盖、平板式楼盖和无粘结预应力现浇平板楼盖等。肋梁楼盖结构具有良好的技术经济指标，可以最人限度地节省混凝土和钢筋的用量,能充分发挥材料的作用，结构整体性好，抗震性能好，且结构平面布置灵活，易于满足楼面不规则布置、开洞等要求，容易适用各种复杂的结构平面及各种复杂的楼面荷载。其余结构特点不详加说明。叠合楼盖：在预制钢筋混凝土薄板上，再现浇一层钢筋混凝土并使之共同工作的楼盖结构。其优点是整体性好，刚度大，施工方便，节省模板。预制板楼盖：可分为预制预应力大楼板和预制预应力多孔板，其施工方便，工业化程度高，但刚度较小，整体性较差，抗震性弱，在抗震区使用较少。组合楼盖：由底部的压型钢板和上部的混凝土现浇层所组成。其优点是自重轻、楼板厚度小、节省模板、施工方便、施工周期较短。经各方案比较筛选，我选用组合楼盖结构中的肋梁楼盖作为该综合楼的水平向承重体系。1.2.3基础形式选取框架结构柱下基础常见形式有钢筋混凝土独立基础，条形基础，十字形基础，筏板基础等。因该地区工程地质条件较好，地基承载力较高，能满足一般建筑物的要求。加上建筑物柱网布置均匀，平面布置比较对称，故采用独立基础。1.2.4其他结构形式选取(1)楼梯型式选取 楼梯是多层房屋中的重要组成部分。楼梯的平面布置、踏步尺寸、栏杆形式等由建筑设计确定。楼梯常见型式：板式楼梯、梁式楼梯。本设计选取现浇板式楼梯。板式楼梯具有下表面平整，施工支模方便，外观比较轻巧等优点。(1)雨篷雨蓬是建筑物入口处位于上部用以遮挡南水、保护外门免受南水侵害的水平构件，采用预制钢结构雨篷并固定在梁上。由于南蓬板的厚度较薄。采用无组织排水方式，在底板周边设滴水。 第2章结构设计计算1.1节框架结构设计2.1.1结构布置和计算简图(1)柱网布置根据综合楼的功能要求需要大跨度的拄网，采用横向四柱三跨，每跨均6加。水平采用柱间距9加、7.2加、6.3加、4.5m不等。Ef=::E::£311Jp1a11■•1-「11Jr.4穴111lr!i:::E:3:图2.1标准层柱网及次梁布置图(2)承重框架的布置按楼而竖向荷载传递路线的不同，承重框架的布置方案冇横向框架承重、纵向框架承重和纵横向框架混合承重等。本设计为横向框架承重。(3)选取计算单元一般情况下，框架结构是一个空间受力体系。为方便起见，常常忽略结构纵向和横向框架的空间联系，忽略个构件的扭转作用，将纵向框架和横向框架分别按平而框架进行分析计算。由于通常横向框架的间距相同，作用于各横向框架上的荷载相同，框架的抗侧刚度相同，因此，各棍横向框架都将产生相同的内力与变形，结构设计时一般取屮间冇代表性的一棍横向框架进行分析即可。一棍横向框架计算简图如下图2.2所示： 图2.2框架结构计算简图及梁柱的相对线刚度 梁轴线取至板顶，各层高4.5/770底层柱高度从基础顶面取至一层板顶。基础顶面到室外地面的距离为550mm,室内外高差为450mm,则底层柱高=4.5m+0.45加+0.55m=5.5m,二到五层柱高为4.5m。2.1.2构件尺寸及线刚度本设计构件截面的初步估算，主要是梁柱的断面形状与尺寸的假定。(1)主梁钢梁可选择槽钢、轧制或焊接II型钢截面等。由于工字形梁的截面高而窄，在主轴平面内截面模量较大，楼板可以视为刚性铺板，没有整体稳定性问题，截面只需满足强度、刚度和局部稳定的要求。故本设计的主次梁截面均采用工字形截，并优先选用热轧II型钢。框架主梁的端部约束与梁柱的线刚度之比和柱远端的条件有关，介于饺支和固定之间，另外，框架梁为组合梁，刚度和强度还与混凝土楼板有关，因此，框架梁的截面无法像简支梁那样直接根据刚度和经济性的要求选定高度，需要根据工程经验确定。由于没有工程经验，参照部分工程实例：对于一般的民用建筑，如果采用热轧II型钢，初始梁高叮以根据荷载条件取跨度的1/20〜1/12；主梁在与柱的连接部位柱腹板应设加劲肋以满足传力要求，口加劲肋间距应大于150加加，否则难以施工。I大I此，同一梁柱节点处梁的截面高度若不一致，其差别最好在150”切以上。基于施工方便，本设计梁柱截面高度取为一致。本设计纵向主梁最大跨度1=6000,则主梁的高度可在300mm〜500加加间选取,梁高初步选定为：500mmo梁的翼缘宽度町以取梁高的1/6〜1/2取，即80mm〜250加加间。选用热轧型II型钢，查型钢表(GB/T11263)初步选定主梁的截面尺寸为：IN500x200x10x16。对于轧制II型钢，其翼缘和腹板一般都比较厚，能够保证板件在构件达到承载力前不发生局部用曲，能够满足宽(高)厚比要求。(2)次梁框架结构的楼层平面次梁的布置，可以调整其荷载传递方向以满足不同的要求。其截面根据1/20-1/12跨度确定,并可适当减小截面,初步确定次梁为:HN350X175X7X11。1.2节荷载计算1.2.1计算单元取④-④横向框架进行计算，计算单元宽度为18m0次梁承受板传来的荷载，并通过自身受弯将荷载传递到主梁上，主梁作为次梁的不动支点，承受次梁传来的荷载，并将荷载传递给主梁的支撑——柱。双向板上的荷载，以等角分线为界，分别传至两相邻支座。 图2.3横向框架结构计算单元2.2.2恒载计算(1)楼面恒载0.8mm厚压型钢板O.YlkN]m1100mm厚C25混凝土板25RN//x(0.1+0.075/2)加=3A4kN/m220mm厚1：3水泥砂浆找平层20kN/m3x0.02m=0.4kN/m13〃伽厚T910地砖19.8^//n3x0.003m=0.06^/m2吊顶及吊挂0.3kN1合计：432kN/m2(2)屋面恒载0.8mm厚压型钢板0」2kN/m2 100mm厚C25混凝土板25^/m3x(0」+0.075/2)加=3.44RN//240mm厚C20防水细石混凝土25kN/m^x0.04z7?=.QkN/m220mm厚1：2水泥砂浆找平层20^/m3x0.02/n=OAkN/m2100min膨胀珍珠岩保温层2.5kN/m"xO.bn=0.025kN/ni230mm厚水泥砂浆找平层20kN/tn3x0.03m=0.6kN/m24mm厚改性沥青防水层0.05kN/m2吊顶及吊挂0.30册/莎合计:6A6kN/m2(3)梁自重主梁:IIN500x200x10x16q二89.6Kg/m二0.896Im次梁:HN350X175x7x11q=50Kg/m=0.5kN5⑷墙自重外纵墙自重150mmNALC加气混凝土墙板0.15mX6.5kN"mm"二0.975kN/m2外墙自重(偏安全考虑取4500mm高)0.975kN/m2x4.5^=4.39KN/m内墙自重100〃伽NALC加气混凝土墙板0.10加X6.二0.65kN/m2内墙自重(偏安全考虑取4500呦高)0.65kN/m2X4.5m二2.925灯V/加(6)门、窗自重 钢窗0.4kN/m合计：0.642kN/m2.2.3竖向荷载作用计算恒荷载作用楼面传给次梁及次梁自重：F产耳二1.5X7.65X4.32+7.65X4.39X0.73+0.5X7.65+3.87=81.20kN鸟二耳二氏二3X7.65X4.32+0.5X7.65二102.97kN耳二童二3X7.65X4.32+0.5X7.65+7.65X2.925-(3.38-0.1)X(1.8X2.1+0.9X2)=95.80主梁上墙与主梁自重q二0.896kN/m+2.925观V/加二3.32kNIm屋面传给次梁及梁的口重F产耳二1.5X7.65X6.16+0.5X7.65=74.51kN巴二巳二耳二3X7.65X6.16+0.5X7.65=145.20QVF产耳二3X7.65X6.16+0.5X7.65=145.20kN柱截面的初选木门OAkN/m2(1)取一棍框架计算的边窗自重1.8X1.8X0.4+6.9/2X1.8X0.4二3.78kN窗面枳/墙面枳(不除窗)二0.73内墙门自重0.IX(3.6X2.1/+0.9X2)=0.6^(2)女儿墙自重200高混凝土空心小砌11.8KN/m柱截面一般凭经验确定，也可以通过预先假定长细比的方法来实现。通常50〈入〈150,若选用长细比预估，简单-选择值在100附近。根据轴心受压、双向受弯或单向受弯的不同,X0・2mX0・20m=0.472RN内墙面20厚抹灰17侶7/亦x0.02mx0.5〃?=0.I7£N/m 可选择钢管或II型钢截面等。事实上对于钢结构而言，柱釆用长细比预估的方法并不准确，由于未考虑水平荷载产生的轴力，其值往往偏小，梁的佔算也不准，我在预选柱截面时是参考和关设计实例，确定柱截面。A"0.8/_=6X002.97x2+95.80+3.82x6）祇二翊"曲0.8x125选取柱型号HW400X400X13X21A二219.5cm22.2.4地震作用计算⑴结构自振周期久计算：①对于质量和刚度沿高度变化比较均匀的框架结构，采用顶点位移法计算基本周期人可按下试计算:£=1.7l//Ty/u^式中：冷—周期调整系数取值0.6~0.7幻——把集中在各楼面处的重力荷载G视为假象水平荷载验算得到得结构顶点位移对于框架结构，血按下试计算：V®=0(&),=%/"•叭達(m)k式小：V。—框架在假想水平荷载5作用下得i层层间剪力5——为集中在"层楼面处的重力荷载代表值Z——作用下得层间位移辺——，层柱的D值之总和②重力荷载代表值计算本建筑高度为27m,平立面均规则，依据《建筑抗震设计规范》5.1.2条规定，高度不超过40m、以剪切变形为主且质量和刚度沿高度分布比较均匀的结构，以及近似于单质点体系的结构，可采用底部剪力法等简化方法可釆用底部剪力法计算水平地震作用下的荷载效应。重力荷载代表值是指结构和构配件自重标准值和各可变荷载组合值Z和。集小于各质点的重力荷载代表值为计算单元范围内齐层楼面上的重力荷载代表值及上下各半层的墙、柱等重量。顶层重力荷载代表值包括：屋面板自重、纵横梁自重、半层柱自重、半层墙体自重。其它层重力荷载代表值包括：楼面板自重、纵横梁自重、楼面上下各半层柱、墙体自重以及上下半层楼梯板和平台梁自重。1）顶层重力荷载代表值G&屋面板恒载g,6.16X7.65X18=848.23kN 纵向框架梁自重g20.5X7.65=3.825kN横向框架梁口重g30.896X18=16.2爼kN柱自重（加防火板）g41.72X4.5+0.5X4.5=9.99kN墙自重g54.39X7.65X2+2.925X(7.65X2+6.9+7.2)-9.1X2-(3.38-0.1)X(1.8X2.1+0.9X2)=120.44kNG6二g]+7g2+g5+g4/2X4+g5/2=959.59^2)中间层及底层重力荷载代表值q=G?二G3=G4=G5楼面横载gl4.32X7.65X18二594.864kN纵向框架梁自重g20.5X7.65二3.825kN横向框架梁自重g30.896X18=1&128kN柱口重（加防火板）g41.72X4.5+0.5X4.5二9.99kN墙自重g54.39X7.65X2+2.925X(7.65X2+6.9+7.2)-9.1X2-(3.38-0.1)X(1.8X2.1+0.9X2)=120.44RNG严G2=Gs=G4二乞为+7g2+g3+4g4+g5=789.168册 (G6-959.59:G5二789.168(GQ789.168CG3="789.168CG2=789.168CG1=789.16J分T图2.4—棉框架重力荷载代表值伙N)2.2.5横向梁线刚度在框架结构屮，通常现浇层的楼板，可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移，但是木工程不考虑压型钢板组合楼板和钢梁的组合作用，故在计算梁截面惯性矩吋，不进行惯性矩放大。梁柱线刚度计算如下表所示：表2-1梁线刚度匚的计算表类型层次(N!mm1)hxbxt、xt2(mm)(mm4)I(mm)Egl(N.mm)主梁1〜62.06X105500X200X10X164.78X10"60001.64X1092.2.6柱的线刚度计算柱的线刚度计算结果见表2-2表2-2柱线刚度■的计算表Ed层次(N!mm2)hxhxt}xt2(mm)Ahc{mm)/N.mmx12.06X10"400X400X13X216.69X10855002.76X1093〜52.06X10"400X400X13X216.69X10845003.06X10 2.2.7横向框架柱侧移刚度D值计算表2-3横向屮椎架柱侧移刚度D值计算层号柱号k=^ih■le1+0.5a=2+k.k•leD(•/(kN/加)2+kA1.080.512.76X10"°9320底层B1.080.512.76X1O109320C1.080.512.76X1O109320D1.080.512.76X10"°9320A1.080.353.O6X1O1063582-6层B1.080.353.O6X1O106358C1.080.353.O6X1O106358D1.080.353.O6X1O106358表2-4边框架柱刚度D值计算层号柱号■lc7+0.5kOf—2+E•2+ZlcDi/（kN/tn）A0.540.212.76X10"°6014底层•B0.540.212.76X1O106014C0.540.212.76X1O106014D0.540.512.76X1O106014A0.540.213.O6X1O1038552-6层B0.540.213.O6X1O103855C0.540.213.O6X1O103855D0.540.213.O6X1O103855底层9=Q边+q中+Q冲+Q边二6014+9302+9302+6014=30632kN/m二到六层2二Q边+Q中+2中+2边二貂55+6358+6358+3855二20426kTV/m《建筑抗震设计规范》GB50011-2001表3.4.2-2规定某层刚度小于相邻上层刚度的70%,或小于向上相邻三层刚度平均值的80%,即为侧向刚度不规则。易见，这些规定主要是防止上刚下柔建筑。本工程刚度相关计算如下：0/»2二1・5,其余层刚度均大于上层，可不用验算DJS+Q+Q)/3=1.5,其余层亦不用验算所以木工程侧向刚度规则农2-5框架的侧移验算 层次G"N)VM)KkN/m)^77?)uT(m)6959.59959.59204260.050.775789.17174&76204260.090.724789.172537.93204260.120.633789.173327.10204260.150.512789.174116.27204260.200.361789.174905.44306320.160.16则结构基本自振周期：7；=1.7x0.7xV077=1.0^20.25s2.2.8底部剪力法计算水平地震作用《抗震》第5.1.2条规定底部剪力法适用于高度不超过40m、以剪切变形为主且质量和刚度沿高度分布比较均匀的结构本工程为框架结构，建筑高度23.3m,以剪切变形为主关于质量和刚度沿高度分布比较均匀的理解可以参考朱炳寅先生的《建筑结构设计规范说明》第5.1.2条规则与均匀不同，上下冇规律变化为均匀但不一定规则，一般情况下阴根据工程经验确定，当无可靠工程经验时可按下列原则确定：质量沿高度分布比较均匀为任一楼层的质量不小于相邻楼层质量的70%（顶层除外）或不大于相邻楼层的30%。任一楼层的质量不小于相邻三个楼层质量的80%（顶层除外）或不大于相邻三个楼层的20%o本结构可以认作是质量和刚度沿高度分布比较均匀的结构。故本设计采用底部剪力法计算水平地震作用。本工程楼板上只冇楼梯部分冇开洞，开洞而积远小丁30%,且无较大的楼层错层，屈于楼板连续。侧向刚度已在前文求解框架刚度时验算过，屈丁侧向刚度规则所冇框架柱都是从顶层直仲到基础，柱子未变截而，故而无竖向抗侧力构件不连续和楼层抗剪承载力突变的情况综上，可以认为本结构为平立而规则结构，因而，也不需要按《抗震》第3.4.3条规定进行水平地震作用计算的内力调整。采用底部剪力法计算水平地震作用时，将各楼层荷载分层集中丁楼而或屋而形成质点，即各楼层可仅可按一个口由度计算。作用于结构底部的水平地震剪力，即结构的总水平地震作用标准值为：FEk=ag质点i的水平地震作用标准值为： FekD（"二1,2,・・・，〃）式中：件K—结构总水平地震作用标准值;⑦一相应于结构基本自振周期的水平地震影响系数，多层钢结构，宜取地震影响系数最大值，查《抗震》表5.1.4-1确定；G“—由于钢结构的基本白振周期大于0.8s,依据高钢规4.3.4-3条规定，结构等效总重力荷载，单质点丿"V取总重力荷载代表值，多质点应取总重力荷载代表值的80%；好一质点"的水平地震作用标准值；Gj、Gj—分别为集中质量J.j的重力荷载代表值，计算见前文重力荷载代表值；比、H.—分别为质点i、J的计算高度；计算各值如下：Geq=0.80^2G,=0.80x（959.59+5x789.17）=3924.35k/V木设计位于徐州地区，抗震设防烈度为7度，设计基木地震加速度值为0.10g,属于第一组。查《抗震》表5.1.4-1水平地震影响系数最人值6Zmax=0.08,按第一组情况下的II类建筑场地，由《抗震》表5.1.4-2查得特征周期值Tv=0.35s,（儿则由《抗震》笫5.1.5条和图5.1.5可知：地震影响系数⑦为：T„ai=（―）"〃2Qjnax‘1式中：结构阻尼比，《抗震》8.2.2规定：钢结构在多遇地震下的阻尼比，对不超过12层的钢结构可采用0.035,对超过12层的钢结构可采用0.02；在罕遇地震下的分析,阻尼比可采用0.05；本设计为6层，§二0.035。了一曲线下降段的衰减指数，"0.9+曙；；二0.92；7—阻尼调整系数，0=1+°・°"一§二1.13；0.06+1.7^ 则：⑦二（丄）「7«nnx=（竺）°"x1.13x0.08=0.0341T}2niax1.0由底部剪力法计算公式：FEk=axGeq=0.034x3924.35二130.03kN顶点附加水平地震作用标准值为：^Fn=8nFEK式中：戈一顶部附加地震作用系数，取值查《抗震》表5.2.1确定;1AT,=1.4x0.35=0.49<7；=1.0Sn=0.087；+0.07=0.08x1.0+0.07=0」5；1-^,=1-0.15=0.85△耳一顶部附加地震作用Fn=SnFEK=0.15x130.03=19.50kN；各质点的水平地震作用式按下式计算：F严”」Fek（U（i二1,2,…，;=1表2-6横向水平地震作用下楼层剪力计算农层次Hi(m)Gi(kN)GiHi(kN.m)GNF/kN)V,kN)工gm628959.5926868.520.3241.6041.60523.5789.1718545.500.2228.6170.21419789.1714994.420.1823.4193.62314.5789.1711442.970.141&20111.82210789.177891.700.0911.70123.5215.5789.174340.440.056.51130.03水平地震作用和层间剪力图如卜•图2.5所示: 70.2193・62—111.82-123.52—130.02—41.6I70,21|93.62|111.82|123.52130.02图2.5水平地震作用和层间剪力图（kN）依据《抗震》第5.2.5条，抗震验算时，结构任一楼层的水平地震剪力应符合下式规定：VEKx>^G},其中2可根据《抗震》表5.2.5查取，对于木工程，查表得j=»久二0.016,验算结果如卜•表，可见满足要求表2-7最小地震作川验算层次Vi(kN)G{(kN)VJq641.60959.590.043570.21789.170.089493.62789.170.1193111.82789.170.1422123.52789.170.1571130.03789.170.165本建筑位于抗震设防区，应进行多遇地震作用卜•的抗震变形，由《抗震》表5.5.1可知多层钢结构的弹性层间位移叫限值为［0］取为1/300：英楼层内最人的弹性层间位移应符合下式要求:△叫V［&e%。计算框架在水平地震作用下的侧移计算如表2所示：水平地震作用下框架侧移计算表28地震侧移验算层次hi(mm)Vi(kN)工0(kN1m)(mm)0(=Aw<(/h6450041.60204262.041/2205 5450070.21204263.451/13044450093.62204264.581/98334500111.82204265.741/78324500123.52204266.051/74415500130.03306324.241/1297由表中可知最大弹性层间位移1/639<1/300,满足要求。根据《抗震》第5.5.2条规沱，本工程可不进行罕遇地震下层间弹塑性位移校核。依据《抗震》第3.6.3条规定，当结构在地震作用下的重力附加弯矩人于初始弯矩的10%时，应计入重力二阶效应的影响。重力附加弯矩指任一•楼层以上全部車:力荷载与该楼层地震层间位移的乘积；初始弯矩指该楼层地震剪力与楼层层高的乘积。一般而言，多层混凝土结构的侧移很小，可以不用验算，但对于多层钢结构，侧移较大，因而冇必要对此项进行验算，验算结果如下表，表中(Gj・“)/(V・h)均小于0」，故可不用考虑二阶效应表2-9二阶效M验算层次累积重载Gi(kN)层间位移VJkN层咼(G•“)/(▼・h)6959.590.002041.604.50.0105174&760.003570.214.50.01942537.930.004693.624.50.02733327.100.0057111.824.50.03824116.270.0061123.524.50.04514905.440.0042130.035.50.028 2・3节内力计算2-3.1恒载作用下内力计算图2.6作用在一瓶框架的恒载图 （1）恒载作用下的内力计算采用弯矩二次分配法。①弯矩二次分配法计算步骤1）计算竖向荷载作用下各跨梁的固端弯矩，并将各节点不平衡弯矩进行第一次分配。2）将所有杆端的分配弯矩向远端传递，传递系数均取1/2o3）将各节点因传递弯矩而产生的新的不平衡弯矩进行第二次分配，使各节点处于平衡状态。4）将各杆端的固端弯矩，分配弯矩和传递弯矩相加，即得各杆端弯矩。②根据各杆件的线刚度计算各节点的杆端分配系数。框架恒荷载弯矩二次分配计算见下表2-10上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.290.0.650.35800.533149-111111.-1.6611.60.72.539.10.00.0017.50.019.6-1.6-11.-24-6.1-5.4-9.6.7-78.130.-11.-178.662214.30.390.390.140.350.550.21660.356082-88.-7788.79.9-035.035.01&7T.3-3.1■3.1.736.317.5-0.79.40.0-1.6-11.-0-21-212-1.1-2.7-2.7.650.331.5-81.95.7-5.8-7.4-891.20.390.390.140.350.550.21660.356082-88.-8788.71.235.035.01&7一1.3一3・1-3.1-0 17.517.5-0.79.4-1.6-1.6-13.-13.-055-7.2-0.9-2.2-2,2.539.039.0-77.95.9-6.9-6.9-891.10.390.390.140.350.550.21660.356082-88.-8788.71.1-035.035.01&7T.3-3.1-3.1.717.517.5-0.79.4-1.6-1.6-13.-13.-055-7.2-0.9-2.2-2.2.539.039.0-77.95.9-6.9-6.9-891.80.390.390.140.350.550.21660.356082-88.-7788.79.9-035.035.01&7~1.3-3.1-3.1.717.517.5-0.79.4-1.6-1.6-13.-13.-055-7.2-0.9-2.2-2.2.539.039.0-77.95.9-6.9-6.9-891.80.190.360.0.410.370.22890.333099-88.-7788.79.9-036.532.819.5-1.7-3.2-2.9.917.5-0.9&0-1.6-0-6.7-6.1-3.6-1.6-3.2-2.7.847.326.773.795.2一&0一5.6-81.613.4—2.8 9COT31.678.6"8.一350.5316.S—.3O.547.85.2OCI—O9.6036106二8—O9.396.966S6—O93-nV93-O96Z7396.O93二8—二86106—OA3-98O93-6.9-6,939.06>LD6二co-39.0■6.9-39.09coI-26.7-8.0-5.65.68.026747.313.42.82.8+134////////////////图2.7荷载弯矩图 （1）恒载作用下梁的剪力以及柱的轴力、剪力计算。1）剪力计算①梁端剪力由两部分组成A.荷载引起的剪力，计算公式为：4〃跨：匕二匕二警十警（1—q）（彳弘分别为矩形荷载和梯形荷载）BC跨：匕=冬=也+也（1—可（/g；分别为矩形荷载和梯形荷载）22CD跨：也+也（1-。）（4%分別为矩形荷载和梯形荷载）B.弯矩引起的剪力，计算原理是杆件弯矩平衡即：M+M佔跨：匕二_Vb=M/"b；MbaM+MBC跨：VB=-Vc=—dCD跨：Vc=VD=0②柱的轴力计算顶层柱顶轴力rti节点剪力和节点集中力叠加得到，底层轴力为柱顶轴力加上柱的自重，其余轴力计算同顶层，但需要考虑该层上部柱的轴力的传递。③柱的剪力计算式中：M,.Mr——分别为经弯矩分配后柱的上下端弯矩层次荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨匕=-叫v,=-vc匕=%匕675.2975.29-8.6066.69-83.8966.6966.69562.9554.17-2.3060.65-62.2551.8751.87462.9554.17-2.3060.65-62.2551.8751.87 362.9554.17-2.3060.65-62.2551.87L—51.87—为262.9554.17-2.3060.65-62.2551.87柱的51.87长度162.9554.17-3.6059.3一0-66.5550.5750.572.11恒荷载作川卜•梁剪力计算表表2.12恒荷载作用下柱轴力计算层次A柱B柱N顶（如N底(kN)N顶(kN)N底(kN)6141.2170.16295.78305.775293.04303.03515.77525.764444.88454.87735.76745.753596.72606.71955.75965.742748.56758.55175.741185.731900.40910.301395.731405.72 LT>lT>ir>8ir>i•UDs图2丄恒载作用下柱轴力图(kN) 图2.9恒载作用下柱剪力图（kN） 2.3.2水平地震作用下内力计算计算水平荷载作用下的内力一般有两种方法。一种是反弯点法，另一种是D值法。反弯点法在考虑柱侧移刚度时，假设节点转角为°,亦即恒梁的线刚度假设为无穷大。对于层数较多的框架，由于柱轴力大，柱截面也随着增大，梁柱相对线刚度比较接近，甚至有时柱的线刚度反而比梁大，这样，上述假设将产生较大误差。另外，反弯点法计算反弯点高度y时，假设上下节点转角相等，这样误差也较大，特别在最上和最下数层。D值法对框架柱的侧移刚度和调整反弯点高度做了修止。当横梁刚度与柱子线刚度的比不是很大时，柱子两端相差较多，尤其在最上和最下层，其反弯点并不在柱的中央。显然，影响柱子两-端节点转角的主要因素有以下三项：该柱所在楼层的位置，上下梁和对线刚度的比值和上下层层高的变化。本设计采用D值法。在求得框架第，层的层间剪力匕后，i层/柱分配到的剪力匕以及柱上、下端的弯矩M；；、分别按下列各式计算：D岭=亠匕I%7=1耐学=岭（1_曲M.^=V.yhy=yQ+y+旳+儿式中，D.——r层丿•柱的侧移刚度h——为该层柱的计算高度y——反弯点高度比儿一一标准反弯点高比，根据上下梁的平均线刚度几和柱的相对线刚度的比值K，总层数加，该层位置斤，由表查出%——上下梁和对线刚度变化的修正值，根据上下梁和对线刚度比值⑷及斤查得,最下层可不考虑『2——上下层层高变化的修正值，由上层层高对该层层高的比值色及斤查得，对于最上层可不考虑儿——上下层层高变化的修正值。由下层层高对该层层高的比值如及斤查的，对于最下层可不考虑 需要注意的是九是根据表：倒三角形分布水平荷载下各层柱标准反弯点高度比儿查得。（1）求各柱反弯点高度yh表2-13反弯点高度计算表层边柱中柱边柱中柱K=0.54)5二0.27斤二1.08儿二0.36第6ax=1儿二0廿0y=0.27y=0.36层a3=1儿二0a3=1儿二0v=0.27+0+0=0.27y=0.36+0+0=0.36K=0.54yo=0.35斤=1.08儿二0.45第5d]=1%二0⑷=1廿0y=0.35y=0.45层a3=l儿二0叮1儿二0v=0.35+0+0=0.35y=0.45+0+0=0.45K=0.54儿二0・45斤二1.08儿二0.46第=1儿二0Q]=1儿二04层^2=1力=0闵二1『2=°y=0.45y=0.46a3=1儿二0a3=1儿二0y=0.45+0+0=0.45y=0.46+0+0=0.46第K=0.54儿二0.45斤=1.08儿二0.53y=0.45y=0.5层ax=1%二0⑷=1廿0 a2=ly2=0a2=l儿=0a3=1儿=0a3=1儿二0y=0.45+0+0=0.45y=0.5+0<0=0.5K=0.54yo=0.55斤二1.08儿二0.54=1Ji=0Q]=1廿0第2层a2=ly2=oa2=l九二。y二0.55y=0.5a3=1.22儿二0a3=1.22儿二0y=0.55+0+0=0.45y=0.5+0+0二0.5第K=0.54二0.73斤二1.08儿二0.641层a2=0.82y2=0a2=0.82y二0.73y=0.64y=0.73+0+0=0.73y=0.64+0+0=0.64(2)由层间剪力和反弯点高度可以求得框架柱得柱端弯矩，屮柱的计算结果见表2-14,边柱的计算结果见表2-15o表2-14地震作用下4轴框架各层屮柱柱端剪力及弯矩计算表层次h((m)vtm(kN]m)(kN/m)伙N)ymJ64.541.6020426635812.950.3637.3020.9854.570.2120426635821.820.4554.0044.1944.593.6220426635829.020.4670.5260.0734.5111.8220426635836.830.582.8782.8724.5123.5220426635838.290.586.1586.1515.5130.0330632930240.310.6483.44141.89表2-15地震作川下4轴框架各层边柱柱端剪力及弯矩计算表层次hi(m)匕伙N)(kN/m)0(kN/m)岭(kN)y(kN•m)(kN64.541.602042638557.860.2725.829.5554.570.2120426385513.310.3538.9320.9644.593.6220426385517.690.4543.7835.8234.5111.8220426385522.340.4555.2945.24 24.5123.5220426385523.350.5547.2857.7915.5130.0330632601124.570.7336.4990.54(2)由柱端剪力根据节点的弯矩平衡条件求得各梁端弯矩及梁端剪力，其结果见表，再由节点力的平衡条件求得柱的轴力，其结果见表。梁端弯矩Mh、剪力匕.以及柱轴力M分别按下式计算：r1丄(M爲+%)lh+lb>lb+lb,n产k=i式中，i：、i；——分别表示节点左右梁的线刚度M：、M；——分别表示节点左右梁的弯矩N,——为柱在i层的轴力，以受压为正BC中跨AB边跨 M1(kNtn)•ItMr(kN•m)vb(kN)■!rM1(kNm)Mr(kN•m)K(kN)••1]+1「••625.820.51&657.410.518.651&656.2154&480.537.4914.330.537.4937.4912.50464.750.557.3620.350.557.3657.3619.12391.110.571.3927.080.571.3971.3923.80292.520.584.1529.450.584.1584.152&05194.280.584.8029.850.584.8084.802&27表2-16横向水平地震作用下4轴框架各层梁端弯矩剪力计算表表2-17横向水平地震作用下4轴框架各层柱轴力计算表层次AB剪力(kN)BC剪力(kN)边柱轴力(灯V)中柱轴力(kN)67.416.21-7.411.2514.3312.50-21.743.03420.3519.12-42.094.26327.0823.80-69.177.54229.452&05-9&67&72129.852&27-128.5210.3注：柱轴力屮的负号表示拉力。当为左地震作用时，左侧两根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。 图2.10左震作用框架弯矩图(kN・m) -7.41-21.74-42.09-69.17-98.67-128.52Tn?-12-3.03-4.26-7.54-8.72-10.31.27.4121.743.034.267.548.7?10.3TnjT"图2.11左震作川框架轴力图（£N）42.0969.1798.67128.52 ////|//7.416.217.41、/,///////////\14.3312.5014.33////\//////..20.3519.12/20.35////\/八/////1"/27.0823.8027.08////,/,/彳//"//29.4528.0529.45///f///////////29.8528.2729.85//,/Xy/\/77777777777777?777TluTJ图2.12左层作用框架剪力图（kN） 2.4节内力计算(PK/W辅助计算)PKPM系列CAD软件是一套集建筑设计、结构设计、设备设计、工程量统计和概预算报表等于一体的大型综合C4D系统。系统软件采用独特的人机交互输入方式，使用时不必填写繁琐的数据文件。软件有详细的中文菜单指导用户操作，并提供了丰富的图形输入功能，有效地帮助输入。本设计中利用PKPM系列软件对本框架结构进行辅助结构设计，一方面核对手算部分的内容，另一方面锻炼计算机辅助设计的能力和方法，并通过手算和机算间的对比加强对结构设计的理解和分析。2.4.1建模及相关信息输入通过PMCAD对各标准层建模，包括PM交互式数据输入，输入次梁楼板，输入荷载信息，形成PK文件等几个内容。(1)PM交互式数据输入按照木设计中的结构布置，共建立2个标准层。各标准层的完成建模的步骤包括：轴线输入一牛成网格一构件定义一楼层定义一荷载定义一楼层组装。其中，按照主梁的布置进行轴线输入，包括次梁的布置轴线。在构件定义中按照结构构件初佔中的内容定义梁柱截面。楼层定义中按照主梁的轴线布置主梁，对于不规则的次梁如次梁、其上乂布置自次梁的次梁则按主梁布置于和应轴线。考虑到建模中所布置的墙体PKPM均默认为剪力墙或砖墙等承重墙，不符合本设计实际情况，故在建模中不布置墙体，结构中的填充墙在以后的操作中转化为均布荷载形式作用于相应梁上。各层选定的相关参数与前面结构设计内容相符有：板厚为10°加〃?，板混凝土强度为C25,其钢筋保护层厚度为25mm.混凝土容重25kN/m钢柱与梁均采用Q345；结构重要性系数1・1,框架梁端负弯矩调幅系数°用5；输入地震信息包括:设计地震分组第二组，地震烈度为7度(0.lg),二类场地类别，框架抗震等级为二级，计算3个振型，周期折减系数为0.8；风荷载信息包括：修正后的基本风压为0・35规7",C类地面粗糙度，沿高度体型分段数为1,体型系数为1・3。(2)输入荷载信息楼面荷载输入中，没有窗的外墙取4.39KN/M,有门窗的取3.86KN/M,内墙取2.925KN/M主梁和次梁的口重±PKPM自动计算。主梁和次梁梁间恒载输入中需输入梁上轻型挂板：由于PKPM中布置的墙体均默认为剪力墙或砖墙等承重墙，故建模中不布置墙体，结构中的填充墙则以均布荷载的形式布置于主次梁上以符合工程实际结构的受力情况。(3)形成PK文件并对该PK建模选择轴线④一④对应的框架KJ-4形成PK文件。输入空间建模形成的轴线④一④对 应的平而框架模型。地震力计算方法采用振型分解法；荷载分项系数：恒载L2,活载L4,风载1・4,地震1・3；荷载组合系数：活载0.7,风载0.6,地震作用组合吋活荷载组合系数05o检查框架计算简图并输出恒载图、活载图及风荷载图。形成的框架K/-4立面图如图2.13所示： 28000.550045004500450045004500i—1cn[9LS1—1nj11100X400X13X21-0H100X400X13X21-0S}H400X100X13X21-0H400X400X13X21-01MOOX4OOX13X21-O11400X400X13X21-0E2・13^wKJI4aM匝HAOOX2OSEX】6—OroH400X400X13X210一0(H50S20SSX16014一3(=500X200231^0一8一6H350XWS3I7X二0H58X2OSOS6—OH400X400X13X21-011400X400X13X21-07IWOOX^JOOX13X21-05H5O0X2O0X一S一干0H400X400X13X21-011400X400X13X2108H5O0X2OSIOISITIOt—*11400X400X13X21011100X400X13X21-011400X400X13X210H400X400X13X21-0H58X2SXO26—06=53X200=0X1^0H58X2SXS5TQ411400X400X13X210coH4OOX4OOX13X210亠ro~H400X400X13X2106H100X400X13X210H500X200X1S16—0m=5sik28i?usi¥i0qH100X100X13X21-0roH400X100X13X210一4=1581X200X01X16。一5一一畧2sKli02H400X100xl3X21-02H400X100X13X210一8=358一75X7K二0 2.4.2恒荷载作用下内力输出PKPM得到的恒载计算简图及其内力图如图2.14—图2.16所示3」9.卒「ST4CQ8・、9coI-2.4LD05IO98I30.41115.9////1JL7777恒载弯矩图图2.14PKPM框架恒载图 9CLD15.4-0.36.8-0.6恒载剪力图〔kN〉图1.15框架恒载剪力图 (kN)6cu寸OJ6OJ恒難力图2.WPKPM框架恒载轴力图 2.4.3左震作用计算简图CO卜CDCU卜CO图2.1PKPM左震弯炬图 2・4・4手算荷载、内力与机算荷载、内力比较分析(1)恒荷载及其内力分析比较因为PKPM所计算出的荷载只是作用于框架梁上的荷载，即墙体重量及从板传來的荷载，而梁的□重则不以荷载形式在计算简图上表示出來。在进行PKPM辅助设计时，设定口动计算梁柱口重，这样致使PKPM比手算少了抹灰的重量。PKPM计算时考虑了各棍框架空间的相互影响作用。而且PKPM默认的梁的节点是实际节点，而我们手算时用轴线的交点计算。这都会造成误差，但最终手算和PKPM计算得到的内力结果不超过20%。(2)水平荷载及其内力分析比较通过比较可以发现手算水平地震力及其内力均较PKPM计算得到的地震力和内力大，差异明显。分析原因在于其计算方法不同。计算竖向荷载时手算用的弯矩二次分配法与PKPM所用的分层法其实质是一致的，故而所得结果比较一致。而在计算水平地震力及其内力时，手算采用底部剪力法计算门振周期和地震力，采用D值法计算内力，而PKPM则采用振型分解法并考虑三个振型，两者所得的□振周期相差很大，地震力及其内力相差也很大。PKPM计算所得的结果更精确。总的来讲可以认为，PKPM计算方法更精确，所得的结果较手算结果更精确。但是手算结果在课差允许范围Z内，还是可以采用的。 第三章构件设计3.1节结构构件验算本设计内力组合采用PKPM中PK计算书。对PK计算书中给出的齐梁和柱的56种内力组合分析，其中柱最后八种为地震组合，梁第1到3()为梁端弯矩最大组合,其中后四种为地震组合，第31到56组合为梁跨中弯矩最大组合，后四种为地震组合。选取柱1和梁1进行构件设计。其值如卜•所示：钢柱1内力组合和钢梁1的内力组合见附表3.1.1框架柱的验算框架柱的验算包括强度、整体稳定、局部稳定和刚度验算由内力组合结果，需验算底层柱。3.1.1.1框架底层柱Z-1(1)截面特性:柱Z-1的截面为HW400X400X13X21,其截面特性为A=219.5cm2,Ix=66900cm4Iy=22400cm4ir=17.5cmL=10.1cmw=3340cm"W=1120cm3,梁L-l的截面为IIN500X200X10X16,其惯性矩为Z=47800cm4o(2)计算长度系数(心---相交于柱上端、柱下端的横梁线刚度之和与柱线刚度之和的比值。柱与基础相连时©=10。47800/60066900/550+66900/450=0.29,K2=10查表得Ax=1.42计算长度:/0=aA=1・42x550=78cm(2)控制内力:根据电算结果取最不利组合第44组组合控制内力为：M|=168.97RN•加，7V,=1607.84^M2=m.99kN-m,N?二—1594.50RN第一组满足笫二组一定满足(3)强度验算：截面无削弱，由于压弯构件受压翼缘的口由外伸宽度b于其厚度tZ比考虑抗震故截面塑性发展系数rv=1.0。 亦=413N/E对第一组内力：N.M.1607.84xlO3168.97xlO6__““—c°.°—-H=+=73.25+56.21=129.46N/mm"<413N/mm"AnyWr219.5xl021.0x0.9x3340xl03满足要求(5)弯矩作用平面内稳定计算：则心=中=罟|=44.63,按b类截面查表得=0.856o对于在分析内丿J未考虑二阶效应的无支撑有侧移纯框架取/九=1^-2EA_^2x206x103x219.5x1Q2l.U；~l.lx44.632=2213.20V对第一组内力:N(PA入MN寸)NEX1607.84xIQ30.856x219.5xl0261.0x16&97x101.0x3340x10?x(1-0.8x1607,842213.2=83.24+115.04=198.287V//n/w2<4137V//nm2足要求（6）弯矩作用平面外稳沱计算：人=£=晋=54.5按b类截面查表得（py=0.744对于均匀弯曲的受弯构件,A<120—时，其整体稳定系数％可按照下式计算0=1.07——X-^=1.O7-^^X—=0.98,14400023544000235框架为有侧移框架氐=,截面形状系数〃=1。N,〃久M]_1607.84x1()3168.97x10°乔^bWx~0.835x219.5xl020.98x3340xlO3 (7)局部稳就验算：「max=』+机—1607.84x1?+168.97x10；385=g692+48.62=135.54"AI2219.5xl0266900xlO42•A=87.72+51.62=139.34N/mm2<413N/mm2满足要求NMxhQbmin1607.84x1()3219.5x102168.97x10：孔5二86.92-48.62二38.3N/加加?66900xlO42135.54—38.3八小/2“，2=0.72N/a=65mN工彳+工X6x42+4x122N、=(N：：+(N[+M；)2=J10.94?+(19.54+6.51)2=28.25RN<45kN满足要求剪切板按受剪计算，厚度应满足抗剪要求。1.5xl64.03xl03**1.5V1.5V■•一Vff>==393/72/77仇-3d。）厂Jv_仇_3d（））/；（400-3x17.5）x180*由受弯计算―伶弟…WO取t=8,nm,连接板与柱翼缘的连接采用双面角焊缝，在焊缝通过孔处绕角焊，总长=2x400=800mm,焊条为E50系列，手工焊。剪切板与柱翼缘连接焊缝按受弯计算，取hf=,he=0JhfM（7=——%31.45xl0次梁与主梁连接方式和螺栓布置如图3.2。2=105.37V/mmc0.7x8x30022x0他型二36.3N/加0.7x8x800<1053?+36.32=93.6N/mm2*rN：=nvfv=lxx310=97.34£NN[=d^ffc=20x6x590=70.8册N—0・8kNV86.232;二=2l.56kN4=18.47册4.31xl02x10.52x10.52+2x3.52N、=J（N[）2+（N；y『=Jl8.47?+21.56?=2&34kN<70.8RN满足要求加劲肋厚度取,钢材为Q345,与主梁连接为双面如焊缝，计算吋偏于安全地只计算与腹板连接的竖向焊缝，焊角尺寸为5/mn,焊条为E50系列，手工焊。焊缝受力为V=86.23切V,M=4.引PN•加，切角取25加加 贝IJ—=500-2x16-2x25-2x5=408呦Ma=——%M43x106”耳入“2=r=22.19N/mmV"QxlO_=30.19并/mm20.7x5x408x2满足要求22.19?1.22)+30.19?=35.25N/mm2piTlin=0.45A=0.25%满足要求。叭h%(2)配置箍筋V=-x3.575x6=10.73册2V=10・73kNv0.7切人=0.7x1.43x300x440=132.13kN仅需按照构造配置箍筋,选用06@300o则DL-1的配筋如图3.5所示:24>14500<1)6@3003血16图3.5DL-1的配筋图3.4.2设计基础基础底面积、埋深计算根据标准组合，基础高度、配筋计算根据基本组合。边柱基础受力图如图3.6o 图3.6边柱基础图对于标准组合，荷载效应的组合设计值如下：Mk=17L9kN.mM=1585.32kNVk=54"kN(1)确定基础底面尺寸基础底面尺寸是根据地基承载力条件和地基变形条件确定的，由于柱下扩展基础的底面积不太大，故假定基础是绝对刚性的且地基土反力为线形分布。假定基础的埋置深度D=l.35m取=2QkN/m27b=03,几=16则只经过深度修止的地基承载力£=•人k+%了0(。一0・5)=190+1.6x20x(1.35-0.5)=217.2切a按照轴心荷载作用条件，初步估算所需的基础底面面积AA=A——=l.lx=8.3mf(l-ycd238-20x1.35考虑偏心影响面积增大1・3倍取A=10.8m2,长边长度1=3.6加，短边长度b=3〃? 皋底处总竖向力基底处总力矩Fk+G,=1585.32+20x3x3.6x1.35=1876.92RN偏心距一走T黑®<"皿满足要求P=耳+Gk（］满足要求。乩=守（一知帯x（-驾U）+・25如卩曲；以罰=205.65；141.25=】73.45切°524.81册 即基础不会发生冲切破坏。(3)配筋计算M产占[(叽x+Pj)(2b+bJ+(pjmax-巴)b](/-aJ=-[(234.5+198.16)x(2x3+0.4)+(234.5-198.16)x3]x(3.6-0.4)248=63.98kN・m力耳=66985=40842血刘O.9/v/?o0.9x210x755•丿£4Cd+7f2在3m范围内配22016,4、=4302.18加加$198」6x(3-0町x(2x3.6+0.4)=424.19RN-in0・9"。424.19xl060.9x210x755=2972.1mm2在3.6m范围内配20014,A.=3078mm2 、•/图3.7基础配筋详图3.5节压型钢板组合楼板的设计本工程中楼板采用组合型压型钢板。选用YX-75-230-690(I)型压型钢板。本设计其构件特性为:三跨连续板，组合板在钢梁上的支撑长度为150加加，板厚X0.8加全截面惯性矩1=117cmIm全矩W=29.3cm3/m,单位截面积1275znni2采用Q345钢材，强度设计值.f=300N/nun2,fv=15Nlmm20其上浇100厚C25混凝土,fc=il.9N/mm2tft=1.27N/mmEc=2.SxlO4N/mm2o 图3.8楼板从属单元计算简图3.5.1压型钢板组合楼板验算（1）荷载和内力计算1）施工阶段恒载包括：钢筋和混凝土H重、压型钢板H重恒载设计值g,1.2x3.56=4.2=kN/m2活载设计值q、1.4x1.5=2.1KN/沪施工阶段内力按弹性计算:三跨连续板（不需考虑活载不理布置）O以一米宽板条为计算单元：跨中正弯矩M,=0.08（尙+q）/02=0.08x（4.27+2.1）x32=4.59kN/m支座负弯矩M=0.l（g[+§|）/o2=0.1x6.37x32=5.73£/V/m 支座剪力V,=0・6(g]+e/()=0.6x6.37x3=11.47^N/m2）使用阶段使用阶段内按塑性计算：以一米宽板条为计算单元：恒载包括：混凝土板自重、楼面做法、吊顶自重、压型钢板自重。恒载设计值g21.2x4.32=5.1807/加$活载设计值q2跨中正弯矩：按简支单向板计算119M2=-(g2+q2)ln=-x7.98x2.72=7.27^/m88支座负弯矩：按固端板计算1.1.M2=—(*+%"”=—X7.98X2.72=4.S5kN/m11支座剪力V2=0.6(g2+qjl”=0.6x7.98x2.7=12.93kN1.4x2.0=2.8^//n2取计算单元宽度为波距：b=690mm的内力:正截面跨中弯矩：M=7.27x690/1000=5.02RN/m支座负弯矩：M=4.85x690/1000=3.35RN/加支座剪力：V=12.93x690/1000=8.92RN（2）压型钢板验算（施工阶段）TI7【S117C3叭=亠==31.2cm51ht3.75%==———=31.2肋3*hs-ht7.5-3.75抗弯验算Mu=叱J=31.2x10?x300=9.3bkN/m>4.59kN/m1/2,/04^16.37x34x1012140El~1402.06x105x117x10435=15.29mm<而=16.67如满足要求。（3）组合板验算（使用阶段）组合板的有效高度 hQ=h-ht=175-37.5=137.5mm正截面抗弯验算组合板正截面抗弯承载力采用塑性设计法计算，假定截面受拉区和受压区的材料均达到强度设计值。压型钢板的强度设计值.f与混凝土强度设计值£均分别乘以折减系数0.8。AJ=1275x300x0.8=306kN少fhhc=1.0x11.9x0.8x690x100=656.88kNrh于AJ8.92RN(5)支座负弯矩配筋计算hQ=hc-as=100-25=15mm=0.073_M_3.35x106Us~fbh^~1.0x11.9x690x7521+J1-2x0.0732=1.923.35xlQ6~210xl.92x75=110.78mm2X^minmaX(O.45Ao.2)=min(O.45xJl,O.2)=O.2%4,min==0.2%x690x100=13Smm2选06@140"202X爲"咖沪（6）挠度验算根据变形相等原则，将混凝土材料转化为等效的钢材。 =7.36E.2.06X105~~E^~2.8xl04荷载标准组合下换算成刚截面后的组合截面特征值:组合板截面中和轴到板顶的距离品x(_1275+J1275?+2x霧x1275x137.5)=49.05m组合板截面惯性矩1690=—x37.36x49E+H7x&x般+1275xa37.5-49.05）2=3.68x1064-8.07x1054-4.437x107=4.89xl07mm4荷载准永久组合下换算成钢截面后的组合截面特征值：组合板截面中和轴到板顶的距离X=—-—（-A+」A、2+2丄4力0）=h/2aF$Y$2aFs0^^x(_I275+J12752+2x島25x]37.5)".46m组合截面惯性矩_1b015Hz（合格）0.178VVV0.179x70.0393（8）构造要求根据《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ-98）1）组合楼板应设置钢筋网，以承受收缩和温度应力，提高火灾时的安全性，并起到分别集中荷载的作用，主梁、墙支座的负弯矩区也应该配置钢筋；本设计双向布置三级钢8@200o2）为防止压型钢板与混凝土Z间的滑移，组合楼板的端部应设置栓钉；3）压型钢板在钢梁上的支撑长度应不小于50mm；4）压型钢板及钢梁的表明处理：压型钢板支承于钢梁上时，在其支承范围内应涂防锈漆，厚度要满足一定要求。3.6节楼梯设计木工程层高4.5/77,踏步尺寸150加加X280mm,楼梯结构平面布置图如图3.7所示。TtT*urnr-n3〒尸2250丄2250图3・7楼梯结构平而布置图 3.6.1楼梯板设计本设计采用板式楼梯，梯段板与平台板均采用压型钢板上浇混凝土板，压型钢板肋沿梯段板长向布置，层高4.5m,踏步150加2X280加2。采用C20混凝土，梯段板及平台板端支座负弯矩钢筋采用采用HPB235钢筋。根据《建筑结构荷载规范》(GB50009・2001)表4.1.1可知办公楼梯上均布活载办=3.5kN/mm2,踏步面层取为50厚大理石面层，板底采用吊顶2,具体做法参见前文建筑做法梯段板及平台板采用与楼层处相同的楼板尺寸，即选用YX-75-230-690(I)压型钢板,波峰上混凝土厚80mm,压型钢板特性为：板厚t=0.8mm,全截面有效惯性矩/ef=1170000m/n4/m,lVef=29300mmUn,每波宽人=1275mm2采用Q235钢材，强度设计值人.=205N/mm2，其上浇80厚C20混凝土，支座处承受负弯矩钢筋采用一级钢HPB235,fyk=210N/mm2,板的倾斜角为tan6^=150/280=0.54,coscr=0.881,取1加宽板带计算。⑴恒载计算:轻金属栏杆踏步面层压型钢板梯段板口重踏步斜板口重板底吊顶2恒载标准值0.2kN/m(0.3+0.15)X0.05X28/0.28=2.25kN1m3.1X1/0.881=3.5kN/m0.5X0.15X25=1.88kN/m0.21X1=0.21kN/mK=8.04kN/m活载标准值3.5kNIm由永久荷载荷载设计值为：p=1.35x8.04+1.4x3.5=15.75^/m;⑵截面设计梯段板平面计算跨度：/„=/0+&=2.52+0.2915=2.81m取一个标准波宽，即690mm宽为板带，并且不考虑板端的嵌固作用，跨中正弯矩计算：M=-pP=-xl5.75x2.812=5.55kN•m8"8端部剪力;V=-pln=-xl5.75x2.81x-^2_=15.27Z:/V/m2"21000组合板的有效高度h°=h-A,=75+80-38=117mm正截面抗弯验算As/=().8X1275X205=209.以N,其屮，0.8为是考虑作为受拉钢筋的压型钢板没有混凝匸保护层，以及屮和轴附近材料强度发挥不充分等原因对承载力的折减, ⑦f(hh=lx9.6x().8x960x80=589.82^Asf15.55kN.m斜截面抗剪验算V=0.7/b/q)=0.7x1」x690xll7=62.16RN>15.27RN支座负弯矩配筋依据《钢•混凝土组合楼盖结构设计与施工规程》YB9238-92第5.1.6条的构造规定，当按连续板按简支板计算时，支座处抗裂钢筋的截面配筋率应不小于0.2%,抗裂钢筋的离支座边缘长度长度不小于跨度的1/6,且必须与五根分布钢筋和交木设计分布钢筋依照组合楼板选用^6@180分布钢筋，双向布置，4min=Pminbhc=0.2%X1000x80=160^77?2选用08@120,4=419mm2,抗裂钢筋的离支座边缘长度氏度不小于跨度的1/6,4500/6=750,所以抗裂钢筋伸出支座距离为750mm3.6・2平台板设计设平台板厚度h=80mm,取1m宽板带计算。(1)荷载计算恒载:05J909楼13A1」8X1=1.18刃V/加压型钢板楼板3.1Xl=3AkN/m板底吊顶20.21kN/m恒载标准值k=4.5kN1m活载标准值3.5kN/m总荷载设计值p=l.35X4.5+1.4X3.5=1U7V/m(2)截面设计平台板计算跨度/()=1.88m,显然平台板荷载设计值和计算跨度均小于梯段板，而压型钢板平台板的尺寸是和同的，采用与梯段板一样的配筋，不用再验算，只是端部负筋的伸出支座距离为1/6与5X200/2=500中的较大值，取750mm 3.6.3平台梁设计（1）荷载计算15.75X2.52211x1.882=30.18灯V/m（2）截面设计平台梁按两端简支计算：/=4.5m弯矩最大值：M=爲卩=1x30.18x4.52=76.39册"887=选HN250X125X6X9 W=326cm3人 1、前言1.1钢框架的发展纯框架结构体系指的是无支撑架，是钢结构建筑常用的形式。但当建筑达到一定高度吋,在地震作用下结构侧移大，影响正常使用，且纯框架是单一抗侧力体系，钢框架一旦破坏,其后果相当严重。屮心支撑框架是常用的双重抗侧力体系，它是指有支撑斜杆连接于框架梁柱节点上。屮心支撑框架体系具有较大的抗侧刚度，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。1.2纯钢框架体系阶段钢框架体系结构体系不设置柱间竖向支撑，可以采用较大的柱距和获得较大的使用空间，建筑平面布置灵活，有很好的延性。但是由于纯钢框架结构体系抗侧力刚度较小，因此应用受到一定限制。1.3支撑钢框架体系阶段“⑷对于多层及中高层建筑，由于侧向作用力的增大，使得梁柱等构件尺寸也相对较大，失去其经济合理性，这时宜在框架体系中部分框架柱之间设置支撑，形成支撑框架体系。这种结构在水平荷载作用下，通过刚性楼板或弹性楼板的变形协调与刚接框架共同土作，形成双重抗侧力结构体系。支撑是第一道防线，框架是第二道防线，该体系具有较大的抗侧力刚度。对于支撑的设置，根据不同设计要求，可选择屮心支撑框架、偏心支撑框架或消能支撑框架结构。1.3.1中心支撑框架结构中心支撑的特征是支撑的每个节点及各杆件的轴心线交汇于一点，它包描十字交叉支撑、单斜杆支撑、K形支撑、人字形支撑，以及V形支撑等类型（依次见图1—1）。中心支撑具有较大的侧向刚度，构造相对简单，能减小结构的水平位移，改善结构的内力分布。但在水平地震荷载作用下，屮心支撑容易产生压曲，造成其受压承载力和抗侧刚度急剧下降，直接影响结构的整体性能，因此，在地震区应用时应当慎重。(a)(b)(c)图1—1屮心支撑钢框架体系 1.3.2偏心支撑框架结构偏心支撑框架的支撑斜杆与梁、柱的轴线不交汇于一点，而是偏心连接，以形成一个先于支撑斜杆屈服的“耗能梁段”。在中小地震时，结构处于弹性阶段，在强震时耗能梁段进入塑性，利用梁的塑性变形來吸收能量，而支撑始终保持为弹性。偏心支撑框架较好地解决了中心支撑所存在的强度、刚度和耗能这三种性能不匹配问题，兼有中心支撑框架强度与刚度好、纯框架耗能大的优点，抗侧移刚度大、延性好。图1—2为常见的几种偏心支撑的类型和耗能梁段的构成。1ee百e-et*「"、、f/.ee(a)(b)(C)(d)图1—2偏心支撐钢框架体系1.3.3消能支撑框架结构消能支撑框架结构是将框架一支撑结构屮的支撑杆设计成消能杆件，以吸收和耗散地震能量来减小结构地震反应的一种新型抗震结构。在风和小震作用下消能支撑能增加结构的水平刚度，减小结构的侧移;在屮震和人震下其刚度变小，能减小结构的水平地震作用,同时消耗大量输入结构的地震能量，使结构的地震反应大大衰减。消能支撑可以做成方框支撑、圆框支撑、交叉杆支撑、斜杆支撑、Y型支撑以及K型和节点屈服型支撑等。见图1——3o□L方形支搏消能圆框圆形形支撑J匕消能装置"II1厂交叉支撑斜撑支撑K型支撑Y型支撑节点屈服型支搏 图1—3消能支撑儿种形式2、国内外应用情况2.1国内钢框架应用情况20世纪90年代以来，随着我国国民经济实力的增强与钢结构产业的发展，北京、上海等地相继开始兴建高层钢结构建筑。H前，我国已建成的高层钢结构建筑已经超过一百幢，并在高层建筑领域呈现出快速发展的趋势。已建成的上海金茂人厦（88层，高421加）及正在施工中的环球金融中心（95层，高460加）使我国的高层建筑进入世界前列。2.2国外钢框架应用情况在国外，高层建筑钢结构的发展已有100多年的历史，1886年在美国建成的11层家庭保险大楼，是近代高层建筑钢结构的开端。建于70年代高443也的西尔斯大厦是当今世界上最高的建筑。3、国内外研究现状3.1理论研究方面3.1.1钢支撑的研究现状钢支撑的滞冋性能与支撑杆件的长细比、板件宽厚比、支撑端支撑初始缺陷、钢材材性及循环加载历史等都有关系。（1）支撑杆件的长细比支撑长细比是影响其滞回性能的重要因索。长细比兄较小的钢支撑滞回环及单循环耗能较好，但容易在局部屈曲处因循环塑性应变发生低周疲劳破坏。在弹性阶段或塑性阶段,均可采用等效长细比方法近似考虑钢支撑端部约束的影响。因此在框架一中心支撑结构整体分析中，可采用两端饺支钢支撑等效不同端部约束的钢支撑。各国规范在支撑杆件长细比限值上持有不同的观点。我国的《高层民用建筑钢结构技术规程》⑺（以下简称《高钢规》）认为:在地震作用下钢支撑的滞回性能主要取决于其受压行为，钢支撑长细比人者，滞凹环较小，吸收能量的能力较弱，只有采用较小长细比的钢支撑才能避免在反复拉压作用下承载力显著降低。而A1SC341、UBC97及EC8规范认为支撑杆件长细比过小，有可能引来过大的地震作用，延性也较差。因而欧美等国家的规范对钢支撑长细比的限制相对宽松。在方钢管支撑滞凹试验中发现，在前一、二次循环内，管支撑屈曲后抗压承载退化较快，长细比越人，退化越明显;在后续循环内，管支撑抗压承载力的退化趋于稳定。试验研究表明，长细比较人的钢支撑趋向于具有较好的耗能及低周疲劳性能。（2）板件的宽厚比美国AISC规范根据板件宽厚比将截面分为三类:厚实(compact)、非厚实(non—comPeict)、薄柔 (slender)。厚实截面可以进行塑性设计;非厚实截面会在弹塑性阶段出现局部屈曲，只能进行有限塑性设计;薄柔截面会在弹性阶段出现局部屈曲而成为控制因素。日木AlJ规范根据翼缘宽厚比和腹板高厚比Z间的相关关系将截面分为三类:P—I、P-II、P—III；其性质人体与AISC规范中的厚实、非厚实和薄柔截面分别对应，但都可用于抗震设计。我国《钢结构设计规范》(GB50017—2003)〔幻(以下简称《钢结构规范》)允许利用屈曲后强度，但《01规范》从塑性耗能能力要求出发，在钢框架抗震设计中排除了大宽厚比构件。钢支撑在循环荷载作用下比单调加载作用下更易发生局部屈曲。支撑板件宽厚比越大，局部屈曲越严重。当钢支撑在中部发牛局部屈曲并形成较大的塑性应变幅时，疲劳裂纹容易在板件局部屈曲处形成，并在拉压荷载交替作用下扩展至整个截面，使支撑过早退出工作。GoclL9：通过6组(单)双角钢x形钢支撑滞回试验，研究了板件宽厚比、长细比及钢支撑屈曲模式对支撑滞回性能的影响。结果表明，钢支撑板件宽厚比越人，长细比兄越小，钢支撑越容易发生局部屈曲。连尉安进行了21个不同几何特性的焊接工形截面钢支撑低周疲劳试验，得出结论为:在等幅对称循环荷载下所有试件(包括翼缘板件宽厚比小于我国9度抗震设防要求的试件)中部翼缘均发生局部屈曲，并因低周疲劳开裂而失效。仅采取减小板件宽厚比的措施，并不能避免钢支撑在较大循环塑性应变下的低周疲劳破坏。(3)钢支撑滞回性能的模拟1970年代以来，国内外学者在试验基础上提出了一系列用于模拟支撑滞回行为的方法，并应用于整体结构非线性动力吋程分析。早期支撑模拟方法是由精架杆元改进得到的,可用于模拟只承受拉力的人长细比支撑。后来提出的支撑滞回行为模拟方法在表征支撑复杂行为上各有优势，乂都存在一沱局限性。目前钢支撑滞回行为模拟方法可分为现象学、物理学及有限元方法。现象学方法基于简化滞回规则，用顺时针线段表征P-5关系。该方法可采用等效长细比法近似考虑支撑端部约束的影响，并H仅有轴向自由度，计算效率较高，适用于人型结构分析，应用较广;多数改进后的现象学方法可以比较准确、折中地表现支撑各种复杂滞回行为，但还无法准确考虑局部屈曲、加载历史、切线刚度随循环退化等效应，并且其控制参数还必须通过相应的钢支撑试验及复杂的算法来确定。物理学方法基于支撑滞回行为特点，用两弹性杆元加中部塑性较的组合模型模拟支撑。该方法充分利用了材料屈服准则，可考虑塑性沿截面、杆长发展渐变性，其控制参数可由截面尺寸、钢材材质及杆件长细比直接确定。但是该类方法多适用于模拟长细比兄较大的支撑，无法考虑板件局部屈曲和低周疲劳累积损伤带來的刚度退化效应。有限元方法分为空间壳元方法和梁元方法。申林采用8节点非线性人变形厚壳单元、混合强化木构关系，并引入累积损伤效应和残余应力的影响，在分析中对刚度矩阵进行修正，对循环荷载作用下钢支撑的滞回性能进行了系统的分析。董永涛］将8节点退化壳元应用于钢板件、板组、箱形截面短柱在单向和循环荷载作用下的理论及试验研究，并在试验中验证了该方法的正确性。采用空间壳元对构件进行网格划分，模拟钢支撑在往复荷载下非线性屈曲性能，可考虑如塑性沿杆长发展、局部屈曲、塑性较区截面变形、包辛格效应、残余弯曲及残余伸长等非线性因素，是钢支撑杆件滞回行为模拟、钢支撑局部屈曲后塑性区低周疲劳累积损伤评估及相关影响参数分析的基础，但该方法对塑性区应力一应变历程的模拟准确与否尚待进一步验证。采用空间壳元模拟钢支撑，计算代价太高，不适用于整体分析中钢支撑的模拟。利用梁元模拟钢支撑滞冋行为，虽然不能准确的考虑塑性饺区局部屈曲及截面变形引起的退化效应，但已有的研究成杲表明］,将梁元应用于整体结构分析中的钢支撑模拟还是适宜的。 3.1.2中心支撑钢框架的研究现状⑴（1）中心支撑钢框架试验研究美口在1980年代的联合地震研究项冃中做过中心支撑钢框架的振动台试验，详细地介绍了六层中心支撑钢框架的设计、施工、试验过程，对其在小震、中震和大震下的性能进行了分析，讨论了耗能性能、梁柱拼接节点的破坏形式、支撑的屈曲、组合楼板的影响及空间作用的影响。指出不同地震作用下结构的耗能由三部分构成:①支撑一梁柱节点的小偏心耗能梁段的剪切变形;②支撑的屈曲及屈曲后的变形;③梁柱的屈服。哈尔滨工业大学也做过相关的研究，田亚军做过中心支撑钢框架的地震模拟试验研究；2004年2月，哈尔滨工业大学土木工程学院与中国地震局工程力学研究所合作进行了三层大尺寸钢框架一中心支撑结构振动台试验。（2）中心支撑钢框架的有限元模拟对中心支撑钢框架弹塑性时程分析的主要不同在于对支撑的模拟方法不同。李莹采用现象学的方法來表征支撑的滞冋性能，根据模拟出來的支撑滞冋曲线，提出了一种拉压杆滞冋曲线的简化模型，根据支撑首次受压屈曲荷载与名义稳定承载力的比值及名义稳定承载力与首次受拉用服荷载的比值，给出了拉杆模型、单向耗能拉压杆模型和她本人提出的拉压杆模型的不同使用范围。最后用支撑滞回曲线简化模型进行了带支撑轻型钢框架的弹塑性时程分析。用两弹性杆元加中部塑性饺的组合模型來模拟支撑的分析方法就是较流行的塑性饺方法。国内外学者提出了很多的塑性饺模型以适用于钢结构框架体系的二阶非弹性分析，如精炼的塑性饺模型、名义荷载塑性饺模型、考虑塑性扩展的准塑性较模型以及塑性区模型等。另外还有文献专门论述如何考虑塑性在截也上和杆长方向的扩展、残余应力、二阶效应、初始几何缺陷、弯曲效应、荷载分布方式、加载历程、板件的局部屈曲、弯扭失稳、半刚性连接、节点域剪切变形等影响结构整体极限乐载力的非线性因素。连尉安分别采用ANSYS软件的BEAM189单元和SHELL181单元对支撑进行了梁元和壳元模拟。结论为:对两端嵌固的支撑，采用4个以上梁元模拟可达到与壳元模型相近的效果;对两端饺接支撑，采用2个以上梁元模拟可达到与壳元模型相近的效果。连尉安选用BEAM189单元模拟框架梁、柱以及钢支撑，按4等分对梁、柱及钢支撑进行单元划分;采用质量单元（即MASSZI单元）模拟结构配重，质量单元分布于每一楼层的梁柱节点处;柱脚约束视为嵌固。从不同角度对有限元模拟结杲与试验结杲进行了比较，结杲表明吻合较好，从而验证了利用ANSYS软件的BEAM189单元进行框架一中心支撑结构地震时程分析的可行 中国矿业大学2010届本科生毕业设计第78页孙跃洲则采用ABAQUS/standard中的B32梁单元模拟框架梁、柱以及钢支撑，单元划分长度为1.0m;采用加人次梁密度的方法來考虑配重;柱脚约束视为嵌固。通过与试验结果的对比可知，用ABAQUS/standard进行框架一支撑体系的有限元动力模拟是可行的。(3)中心支撑钢框架结构影响系数的研究国内外针对中心支撑和中心支撑钢框架结构性能的研究较多，但针对中心支撑钢框架的结构影响系数和位移放大系数的研究却较少。特别是国内，由于我国一直采用“两阶段三水准”的“小震弹性”抗震设计方法，对于中心支撑钢框架结构影响系数和位移放大系数的研究几乎是一片空门，只有近两年苏州科技学院的研究生在这方面做了一些研究工作。MA.Rahgozar&J.L.Ilulnar(1998)对结构影响系数的组成成分一超强系数进行了研究，指出对于延性支撑钢框架，支撑的长细比对超强系数的影响较大，楼层数及P—△效应的影响可以忽略不计。M.s.Medhekar&D.J.L.Kennedy(1999)分别采用非线性静力分析方法和时程分析方法研究了按照加拿大规范(CSAStandard516.1—94)设计的二层普通(强度)支撑钢框架(SBF)的结构影响系数，考察了非结构构件的刚度和强度对结构影响系数的影响。JinkooKim&IlyUnhoonchoi(2005)对貝•有不同楼层数及不同跨度的特殊中心支撑钢框架(SCBFS)和普通中心支撑钢框架(0CBFS)的超强系数、延性系数及结构影响系数进行了计算，除了层数较低的特殊中心支撑钢框架，所得到的结构影响系数一般要小于美国抗震规范的建议值。3.2实验结论⑵通过试验研究得到如下结论：(1)受压支撑的屈曲会导致结构抗侧刚度的显著降低，但结构的水平承载并没有显著降低；(2)在静力推覆分析中，中心支撑钢框架的受压支撑屈曲之后，结构还具有较好的延(3)在水平荷载作用下，若板件的宽厚比在规范限值之内，受压支撑将发生绕弱轴的整体弯曲屈曲；(4)中心支撑构件主要是承担轴力，弯矩和剪力的影响很小；(5)规范中认为受压支撑屈曲后只有30%的承载能力，且据此来验算横梁的做法偏于保守。3.3设计方法3.3.1基于承载力的抗震设计强度设计是忖前阶段最基本的一种建筑结构抗震设计思想。各国的抗震规范也是主要基于构件的强度进行承载力验算的。传统的基于承载力的抗震设计是依据结构构件的强度，采用静力地震作用，进行结构的内力和承载力验算。随着计算水平的进步，采用吋程分析方法进行结构的弹性、弹塑性 分析也可以验算结构的承载力。3.3.2基于位移的抗震设计一般认为，变形验算方法是强度抗震设计的必要补充。延性设计本质上也是一种基于位移的设计。虽然对于构件延性的认识取得了很多的成果，但是对于整体结构延性的认识还是比较模糊和有待深入的。由于构件的截面规则，弹性极限和破坏准则判断明确，因此无论是从理论分析还是从试验角度均可以较为容易地得到构件的延性。由于结构的楼层布置、结构体系比较复杂，整个结构的塑性发展和倒塌机制不甚明确，因此准确得到结构的延性以及通过结构的延性判断结构的抗震性能均是十分困难的。国内外现行的建筑抗震设计规范虽然都提出了结构的位移限值，但大都是将位移作为变形验算使用的。通过变形验算仅能保护非结构构件，并不能校核非弹性变形对结构的影响。当结构进入弹塑性状态以后，位移的增长趋势比力的增长大得多，甚至会出现力的下降段，显然，此时用与变形相关的量來描述结构的状态是比较合理的。同时，大量的震害和理论分析都表明，结构构件在地震作用下的破坏程度与结构的位移响应和构件的变形能力有关，结构破坏主耍是由于变形过大造成的。基于位移的抗震设计使用位移控制结构在大震作用卜•的行为，可以了解结构在地震作用下的实际表现而不仅是让结构具有某种程度的抗力。该法不仅抗震思想明确、合理，而口容易将其应用到生产实践当中。在具体实现途径上，较多采用的有三种方法:直接基于位移的抗震设计方法，能力谱方法和按延性系数的设计方法。3.3.3基于能量的抗震设计随着研究的深入，结构的抗震设计思想已经不仅仅局限于“力”和“位移”，其他的一些抗震设计思想也在不断发展。将强度校核和变形验算结合起来的一种设计方法是基于能量的设计方法。能量的传递、转化与吸收是结构地震反应的基本特征。1956年Ilousner提出用能量分析方法进行抗震结构设计的思想，随着实际地震数值化记录、震害观测资料和结构试验数据的大量积累，人们更加清楚地认识到结构的能量反应在评价地面运动强度和结构破坏程度中的重要作用。由此，力和变形的乘积，即结构的耗能能力作为一个设计参数被引入到结构设计中，形成了基于能量平衡的极限设计方法。基于能量平衡概念來理解结构的抗震原理简洁明了，但将其作为使用抗震设计方法仍有许多问题尚待解决，如地震输入能量谱、体系耗能能力、阻尼耗能和塑性滞冋耗能体系内的分布规律。3.3.4基于能力的抗震设计该方法针对结构在大震作用下的弹塑性反应，首先布置结构可能出现的塑性饺位置，使得结构在屈服后出现一个比较合理的耗能机构:对结构的塑性较区域进行专门的设计，用以提供足够的延性耗能能力。将框架结构设计成强柱弱梁的延性框架就是一种基于能力的设计思想。基于能力的抗震设计可以通过承载力、位移、能量设计等设计方法得以实现。3.3.5基于损伤的抗震设计基于损伤指数及其数学模型的结构损伤程度描述方法具有很强的吸引力和前景。该设计思想考虑了结构在大震作用下的变形和累计耗能，将损伤指标作为量化的性能FI标，简单明确十分便于实用化的工程设计。损伤概念可以用于材料、构件和结构三个层次的受力性能描述。地震损伤是破坏结构使用功能和导致结构倒塌的主要原因，对结构在地震作用下非弹性变形以及由此引起的结构损伤就成为结构抗震研究的一个重要方面，而将损伤力学的概念引入到结构抗震设计中就形成了基于损伤的抗震设计方法。在该设计方法中，以反映结构损伤程度的损伤指数作为设计指标，选取适当的地震损伤模型，对结构进行损伤验算。同时，研究人员还将优化的概念引入到基于损伤的震设计方法中。建筑结构在地震作用下的损伤通常划分为五个等级:基本完好、轻微破坏、中等破坏、 严重破坏和倒塌。3.3.6基于功能的抗震设计自从基于功能的抗震设计(PBSD)被美国加州结构工程师协会(SEA0E)提出后,受到了世界范围内地震工程界的广泛关注，进行了很多相关研究工作。抗震FI标以及由此而制定的各国抗震规范确实在近年來的地震中很大程度上防止了结构的倒塌和保证了生命的安全。但是从一些大地震的震害可以看出，单纯的强调结构的安全而忽略结构的功能将会造成巨额的财产损失。正是基于这样的背景，产生了基于功能的抗震设计思想。美国应用技术理事会ATC—995年发表了ATC—34报告，1996年发表了ATC一40,都报告包括了PBSD方法。美国联邦紧急事务管理厅(FEMA)发表的FEMA273、FEMA274报告中同样包含了PBSD内容。PBSD方法给出了三类重要概念，结构功能水平，地震设防水准和结构功能冃标。美国的抗震标准将结构功能水准分为四种，结构功能正常，可以继续使用,可以保证生命安全，结构接近倒塌。将基于功能的抗震设计思想应用到实际结构的抗震设计中去，还需要进行多方面的研究工作。这些研究工作不仅应该包括结构功能目标的确定，还应该包括具体的设计和分析方法的研究。静力弹塑性设计方法以及与此相应的静力推覆(pushover)分析方法就是目前阶段被普遍看好的基于功能的抗震设计、分析方法。3.3.6.1pushover方法简介也⑶静力非线性分析方法，也称Pushover分析法，是基于性能评估现有结构和设计新结构的一种方法。静力非线性分析是结构分析模型受到一个沿结构高度为某种确定分布形式逐渐增加的侧向力或侧向位移，直至控制点达到FI标位移或建筑物倾覆为止。控制点一般指建筑物顶层的形心位置，目标位移为建筑物在设计地震作用卜•的最大变形。Pushover方法的早期形式是“能力谱方法”，基于能量原理的一些研究成果，试图将实际结构的多自由度体系的弹塑性反应用单自由度体系的反应來表达，初衷是建立一种大震下结构抗震性能的快速评估方法。从形式上看，这是一种将静力弹塑性分析与反应谱相结合、进行图解的快捷计算方法。随着90年代以后基于位移的抗震设计(DBSD)和基于功能的抗震设计(PBSD)等概念的提出和广为接受，使这种方法作为实现DBSD和PBSD的重耍工具，得到了重视和发展。Pushover方法主耍包含两方面的内容:计算结构的能力曲线(静力弹塑性分析)、计算结构的FI标位移及结果的评价。第一方面内容的中心问题是静力弹塑性分析中采用的结构模型和加载方式;第二方面内容的中心问题则是如何确定结构在预定地震水平下的反应，目前代表的方法有CSM(CeipacitySpectrumMethod,能力谱法)NSP(NonlinearStaticProcedure,非线性静力方法)，CSM的表现形式是对弹性反应谱进彳亍修正，而NSP则直接利用各种系数对弹性反应谱的计算位移值进行调整。尽管在理论上这两种方法的结果应当是一致的，但实际情况不尽如此。按现行《抗震设计规范》［⑼称为“静力非线性分析”。目前国内多数房屋结构方面的文献称之为“推覆分析”。它是实现基于性能拉移的抗震设计的主要途径。Pushover方法能较为准确反映结构的地震反应特征。另外一些研究成果及工程应用也表明，对于层数不太多或者自振周期不太长的结构‘Pushover方法不失为一种可行的抗震简化分析方法。Pushover方法主要用于检验新设计的结构和评估结构的性能是否满足不同强度地震作用下的设计性能目标。结构静力弹塑性分析法在国外应用较早，80年代初期在一些重要刊物上就有论文采用这种方法。近年来这种方法的应用和研究逐渐深入。ATC一40报告屮采用了由Freeman提出的能力谱分析方法，FEMA—273报告屮推荐采用的位移影响系数法，用于评估结构的抗震性能和确泄结构的目标位移。1987^,Fajfar提出了 N2方法，ChoPra改进能力谱法。BalramCupta习提出了适应谱推覆分析方法,R.D.Bertero,V.V.Bertero提出基于功能的概念综合设计法，该方法也同时考虑了概率设计、结构局部和非结构构件的损伤、累计损伤等，并且采用合理的设计反应谱，用位移和延性两个指标控制结构的损伤。A.K.Chopra,Rakesh.K.Goells改进了Pushover分析方法，采用基于每一阶振型固疋的侧向力分布模式，对结构推覆得到该振型的目标位移，考虑振型参与系数利用振型祸合法则确泄多阶振型下结构的总体目标位移，再对结构进行推覆分析，评价了结构的总体抗震性能。Black研究发现结构的屈服位移，在相同的楼层数，不同的自振周期等条件下，具有较好的稳定性，所以利用屈服位移稳定性这一优点，将其作为设计指标，提出了一种基于结构屈服位移为设计指标的设计方法。3.3.7Pushover方法的计算分析模型3.3.7.1结构分析模型(1)层模型层模型是将结构视为一个变截面的悬臂构件，将楼层各构件刚度之和作为悬臂构件的刚度，将结构的质量集中于楼层处，从而大大减少了结构的自由度。层模型一般不考虑土与结构之间相互作用的影响，假设楼板在自身平面内的刚度为无穷大，并且楼层刚度中心与质量中心重合，忽略水平地震作用下结构绕竖轴的扭转。层模型主要用于检验在罕遇地震作用下结构的薄弱层位置及层间位移和层剪力是否超岀规范限值。层模型乂可进一步分为剪切层模型和弯剪层模型。剪切层模型假肚结构屮水平杆件的刚度为无穷大;不考虑上、下楼层间力和变形的相互影响，模型的层刚度仅取决于本楼层中各竖向杆件的剪弯刚度。剪切层模型适合于强梁弱柱型框架之类的结构体系。弯剪层模型与剪切层模型不同之处仅在于在确定层刚度时，考虑框架梁的变形以及上、下层之间的相互影响。此种模型适合强柱弱梁型框架。层模型的优点是:结构计算的自由度较少，计算工作量少。缺点是:层模型计算不能得到各构件的内力及变形，此外层间位移允许值是很难确定的。(2)平面杆系模型平面杆系模型是将结构视为杆件体系，结构的质量集中于各节点，动力自由度等于结构节点线位移自由度数，并以梁、柱、剪力墙等构件为基本单元。杆模型较层模型更真实的反映结构的实际情况，适用于强柱弱梁型框架。杆单元分析模型能够得到每个节点的位移、速度、加速度反应，从而可以得到杆件内力的时程反应及整个时程内杆件的最大内力和变形，比层模型更细致、更精确。但杆模型计算量太大，也太复杂。(3)单柱框架模型单柱框架模型是在杆系模型基础上提出的一种简化模型，保留了杆模型的计算特点，仍以杆件为基本计算单元。根据此模型分析得出的层间位移、层剪力、杆件的破坏状态与杆模型计算结果比较接近，能满足工程精度要求。该模型节约了大量计算机内存，并加快了其运算速度，同层间剪切型模型相比，单柱框架模型考虑了梁的弯曲作用，可以更真实的反映强柱弱梁型框架结构的工作特点。(4)杆系一层模型杆系一层模型是将结构按杆系体系确定其变形和刚度，但将结构的质量集中于楼层处，这是一种介于杆系模型与层模型之间的计算模型。此模型将结构的质量集中在楼层处,每一层只有两个水平自由度，对于结构平面明显不对称的结构，还可以考虑转动自由度，因而动力自由度的数FI较质量集中于节点的杆系模型大为减少，计算量比杆系模型小。3.3.7.2单元的计算模型 结构的单元模型主要有纤维模型和杆系模型，纤维模型往往用于钢筋混凝土结构。杆系模型一般分为分量模型和变刚度模型，分量模型主要有Giberson单分量模型、Clough双分量模型、青山博之三分量模型、Takizawa的多分量模型等。3.3.7.3恢复力模型恢复力是指结构或构件从受力变形状态卸去外力后恢复到原來位置的能力，即结构或构件抵抗变形的能力，恢复力模型表示在反复荷载作用卜•结构或构件的外力与变形的关系。恢复力模型是进行结构非线性分析的基础，概括了结构或构件的刚度、强度、延性、塑性耗能能力等力学特性。通常的恢复力模型，考虑了开裂点、用服点、屈服前后刚度变化以及强度、刚度退化等特点，用折线段或曲线段來表示滞冋曲线。曲线型恢复力模型给出的刚度是连续变化的，与工程实际较为接近，但在刚度的确定和计算方法上不足。目前较为广泛使用的是折线形模型。折线形模型主要分为7种，分别是:双线型、三线型、四线型(带负刚度段)、退化二线型、退化三线型、指向原点型和滑移型。一般双线型恢复力模型多用于钢结构构件。3.3.8Pushover方法的实施步骤⑶静力非线性分析分为两个部分:建立侧向荷载作用下的结构荷载一位移曲线，对结构抗震能力的评估。1、确定侧向荷载作用卜•结构荷载一位移曲线图>图3-8结构荷载一位移Illi线图(1)准备结构数据，包括建立结构模型、物理参数、各种恢复力模型以及节点和构件的编号等，此外还要求出结构上的荷载，包括竖向荷载和水平荷载，以及各个构件的塑性承载力，同时还要求出结构的□振周期。(2)计算结构在竖向荷载作用卜•的内力，将其与水平力作用卜•的内力叠加，作为某一级水平力作用下构件的内力，以判断构件是否开裂或用服。(3)在结构每层的质量中心处，按照一定的分布模式施加一定量的水平荷载。水平力大小确定原则是:水平力产生的内力与第(2)步竖向荷载产生的内力叠加，恰好能使一个或一批构件进入屈服。(4)对于开裂或屈服的构件，修改刚度矩阵，再增加一级水平荷载。当产生新的塑性较时,相当于形成了一个新的结构，记录新结构的□振周期。最简单的方法，是用塑性较來考虑构件进入塑性，将匕屈服构件的一端甚至两端设为饺接。这样，相当于形成了一个新的结构，在其上再施加一定量的水平荷载，又使一个或一批构件恰好进入用服。 (1)不断地重复第(4)步，直到结构的侧向位移达到预定的破坏极限，或由于钱点过多而形成机构。最终可以得到基底剪力和顶点位移关系曲线，即结构的能力曲线。(2)查看分析结杲，输出Pushover曲线，并根据各种设计反应谱评估结构的性能oPushover分析的一个结果是结构的荷载一位移曲线，它表示了侧向总剪力同顶点位移的关系。图3—8所示为理想化的荷载一位移曲线。侧向总剪力(结构底部剪力)作用下，结构变形经弹性变形范围0A进入非线性变形范围ABC,并经过结构失稳起点进入失稳以致倒塌的CDE范围。2、结构抗震能力的评估根据结构荷载一位移曲线的关系进行结构抗震能力的评估，常用的评估方法有三种：(1)用规范规定的容许层间位移角，检验结构承载力曲线上对应于层剪力(按延性系数对层弹性地震作用折减后的数值)的位移角，是否符合要求。(2)用承载力曲线相应的恢复力模型，按时程分析校核非线性层间变形是否符合规范限值的要求。(3)建立ADRS谱(以谱加速度为纵坐标，谱位移为横坐标的Sa-Sd谱)和能力谱，将两条曲线放在同一个图上，得出交会点的位移值，同目标位移进行比较，检验是否满足弹塑性变形验算要求。通过Pushover分析得到荷载一位移曲线后，还不能立即用图上某一点的位移确定为能代表结构抗震性能的•“目标位移”与规范规定的容许变形來做比较，以确定结构的抗震能力是否达到要求。因为Pushover分析是把一个多自由度体系的结构，按照等效的单自由度结构來处理，其外作用(地震需求)和结构反应要经过一系列的转换处理。处理方法有多种，主要有“能力谱法”和“目标位移法”。3、侧向荷载的分布模式地震时，侧向荷载实质上是水平荷载，侧向荷载的分布模式是指水平力沿结构高度的分布，它既耍反映出地震作用下结构各层惯性力的分布特征，又要使所求的位移能大体真实地反映地震作用下结构的位移状况。也就是说，所选用的荷载分布模式要尽可能真实的反应结构承受的地震作用。在Pushover分析中结构水平荷载分布模式的确定将直接影响到对地震作用模拟的准确程度。现有的常用于静力弹塑性分析的水平荷载分布模式主要有以下几种：(1)均布分布:假定作用于结构上的地震荷载使每层产生的加速度相同，因此每层的地震荷载均相同，此模式适于刚度与质量沿高度分布均匀，薄弱层为底层的结构。(2)曲线分布：当结构较高II不规则时，则应该考虑高阶振型的影响，因此长周期结构一般不采用线性分布方式，而需要用非线性形状的侧向加载模式。曲线荷载分布模式也不考虑地震过程中惯性力的重分布，但可以相对较好的反映结构在地震作用下高阶振型的影响。(3)倒三角分布：当水平力在高度上为倒三角分布，就是规范底部剪力法中采用的公式。其实质上是基于底部剪力法的侧向力分布。倒三角水平荷载分布模式不考虑地震过程中惯性力的重分布，适宜高度不大于40m,以第一振型为主的结构，但在结构的顶层需加大侧向力的作用。4、目前设计方法存在的问题2.1框架-中心支撑体系研究近年来框架-中心支撑体系研究已取得了不少成果，但仍有若干关键问题值得深入研究。框架-中心支撑体系在侧向荷载作用下，因变形协调使得剪力分担率在框架和支撑体 系之间沿高度变得复杂了：在结构底部，支撑承担了侧向荷载的绝人部分，而在结构的中上部,框架承担了人部分。在设计中为了达到多道抗震设防tl标，我国《高层民用建筑钢结构技术规程》⑺规定一阶段设计时，任意层间框架总抗剪能力不得小于结构底部总剪力的25%;而《建筑抗震设计规范》〔⑼(GB50011-2003)考虑原有条文在实际执行中有困难，规定〃框架部分得到地震剪力应乘以调整系数,达到不小于结构底部剪力的25%和框架部分地震剪力最大值的1・8倍二者的较小值。国内对实施框架部分调整的和关规定中还存在很多分歧⑺。设计中为了达到多道抗震设防目的，人为地加强了框架-中心支撑体系中框架抗剪能力的比例,该措施对屮心支撑框架在常遇地震及罕遇地震下（特别是在支撑进入塑性发展及疲劳失效后）内力重分配会产生怎样的影响，以及对框架-中心支撑体系是否能够真止起到防止整体结构倒塌的作用，诡存在一些争议，有待于深入研究。高层双重抗侧力体系试验耗费较大，面临很多如尺寸效应、加载设备等难以解决的问题,除了美FI联合进行的6层足尺钢框架-支撑结构试验之外，该方面有效的试验数据不多。因此应通过可计及支撑低周疲劳破坏的精确数值模拟方法开展系统的框架-中心支撑结构地震反应分析，以便更深入地了解其抗震性能，完善其抗震设计方法。4.2延性中心支撑框架体系研究《高层民用建筑钢结构技术规程》⑺参照美国有关普通屮心支撑框架的有关规定，通过调整系数强化支撑设计，以增强结构抗震性能。但是试验和震害均表明，即使按上述规定设计的小心支撑框架体系，在强烈地震作用下，仍然会发牛支撑构件的低周疲劳破坏。程晓杰等认为该现彖缘于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。另外，一些学者认为在设计中对支撑塑性区疲劳失效考虑不足是导致结构严重破坏的另一主要原因。他们在对试验及地震屮破坏的框架-屮心支撑结构研究屮发现，钢支撑局部屈曲加大了支撑出现低周疲劳破坏的趋势，使得体系延性及耗能能力变差。Goel⑼对采用不同的设计原则设计的6层屮心支撑结构的抗震性能进行了对比研究，分析中考虑了人字形支撑的低周疲劳损伤性能。结果表明，按普通中心支撑框架的设计方法,即采用1.5倍的支撑内力來设计支撑构件,即使按双重体系的要求对抗弯框架部分进行了内力调整，在强震下不少支撑仍然发生了早期断裂，而且梁、柱多处发生了塑性饺，引起了很大的楼层侧移，从而提出了更大的延性要求。当按不增大支撑的设计内力，而适当提高支撑的延性（即严格限制板件的宽厚比）进行设计时,整体结构的抗震性能得到了很大提高，此时支撑由整体屈曲控制，从而延缓了低周疲劳破坏的发牛，虽然中心支撑框架结构的刚度有所降低但其整体结构的循环耗能性能优于普通的中心支撑框架结构，这就是所谓的特殊的中心支撑框架（即延性中心支撑框架体系）的基木概念。美国钢结构建筑抗震规定列入了特殊屮心支撑框架体系，并在框架-屮心支撑体系设计屮通过地震荷载折减系数考虑了体系延性的抗震效应。而我国《高层民用建筑钢结构技术规程》⑺仍沿用过去的所谓普通中心支撑框架的规定，显然有待改进。 5、中心支撑改进（1）钢支撑模拟方法:现象学方法是框架-支撑整体分析屮支撑模拟的一种较好选择，但是该法控制参数依赖于相应支撑滞回试验,采用空间壳元的有限元模拟有槊弥补这个不足,此外也为支撑疲劳累积损伤研究提供前提。在框架-中心支撑结构整体分析中采用考虑剪切效应的三节点Timoshenko梁模拟支撑是一种便捷途径，其可行性有待进一步研究。(1)钢支撑疲劳累积损伤研究:现有的支撑在往复荷载卜•疲劳累积损伤的研究多限于试验研究，可在试验研究的基础上，采用空间壳元模拟支撑塑性区应力-应变关系，结合疲劳累积损伤相关理论，进行支撑疲劳寿命预测及相关参数分析工作。(2)框架强度调整影响:框架-中心支撑双体系中框架抗剪承载能力的人为调整对体系在弹性、弹塑性阶段地震响应影响的研究尚不充分，国内学者对规范中框架抗剪承载能力调整规定的实施方法还存在一定分歧。这些分歧有待于通过更精确的数值模拟方法进行深入研究來解决。(3)延性中心支撑框架体系研究:支撑延性对提高框架-中心支撑体系抗震性能的贡献在我国相关规范中尚未涉及。支撑滞冋行为模拟的复杂性及支撑疲劳累积损伤研究的不足是限制框架-中心支撑体系弹性、弹塑性动力响应分析深入开展的两人门槛。应针对现有框架-中心支撑结构中支撑设计方法的不足，从总耗能角度寻求延性框架-中心支撑体系中支撑的合理设计方法。6、钢框架与钢框架中心支撑的比较在此次设计轴线1和轴线8及两侧加中心支撑，前后比较如下: 一一RH1TG035—CQC法L__IIII01/16001/8001/4001/200ad)主方向最大层间位移角曲线 —RH1TG035―CQC法王万冋最大层目二1/17781/16001/8001/4001/200(rad)主方向最大层间位移角曲线图6-1地震主方向最大层间位移角比较 从图形可知加支撑最大位移角1/1778,不加支撑最大位移角1/1669。加支撑计算结果如下：风荷载作用卜•柱顶最大水平（X向）位移:节点（21）,水平位移dx=梁的（恒+活）最大挠度：梁（16）,挠跨比二1/梁的（活）最大挠度：梁（11）,挠跨比二1/21.051(mm)=11/2157.6985.1330.风载作用下柱顶最大水平位移：II/1330＜柱顶位移容许值：II/500梁的（恒+活）最人挠跨比：1/2157＜梁的容许挠跨比:1/400梁的（活）最大挠跨比：1/6985＜梁的容许挠跨比：1/500不加支撑计算结杲如卜•:风荷载作用卜•柱顶最大水平（X向）位移:节点（21）,水平位移dx=梁的（恒+活）最大挠度：梁（16）,挠跨比二1/梁的（活）最大挠度：梁（11）,挠跨比二1/21.051(mm)=11/2147.6649.1330.风载作用下柱顶最大水平位移：II/1330＜柱顶位移容许值：II/150梁的（恒+活）最人挠跨比：1/2147＜梁的容许挠跨比:1/250梁的（活）最大挠跨比：1/6649＜梁的容许挠跨比：1/300参考文献：[1]中华人民共和国国家标准.建筑制图标准（GB/T50104-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2002[2]中华人民共和国国家标准.建筑结构荷载规范（GB50009-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[3]中华人民共和国国家标准•建筑设计防火规范（GB50016-2006）.北京：中国建筑工业出版社,2002[4]中华人民共和国国家标准.建筑地基基础设计规范（GB50007-2002）.北京：中国建筑工业出版社,2002⑸中华人民共和国国家标准.建筑抗震设计规范（GB50011-2001）京：中国建筑工业出版社，2001[6]中华人民共和国国家标准.钢结构设计规范（GB50017-2003）.北京：中国建筑工业出版社，2002[7]中华人民共和国国家标准.建筑结构可靠度设计统一标准（GB50068-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001⑻中华人民共和国行业标准•高层民用建筑钢结构技术规程（JGJ99-98）.北京：中国建筑技术研究院[9]王社良•抗震结构设计[M].武汉：武汉理工大学出版社，2003.8[10]夏军武•贾福平，龙邦云，常鸿E等.结构设计原理[M].徐州：中国矿业大学出版社，2007[11]鲁彩凤•贾福平，常虹.土木工程制图与计算机绘图[M].徐州：中国矿业大学出版社，2007[12]李廉银•结构力学[M]・北京:高等教育出版社,2004[13]黄呈伟•钢结构设计•北京：科学出版社，2006 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附录表1附表1钢柱56种内力组合组合号柱M柱下端NV柱上端MNV1125.471053.1330.6342.98-1039.79-30.632128.64854.3632.3249.10-843.24-32.323-163.561332.12-50.91-116.43-1318.7850.914-160.381133.35-49.22-110.31-1122.2349.225-15.171302.80-8.10-29.00-1387.74&096-12.001104.03-6.41-22.88-1191.206.407-18.71141&82-9.98-35.91-1472.62-18.718-31.831437.15-16.90-61.53-1325.5316.919-28.651238.38-15.21-55.41-112&98-28.6510-30.371512.87-16.14-58.68-1429.0716.1511-29.951554.34-15.65-56.14-1541.0015.6512-26.771355.57-13.96-50.02-1344.4513.9613-29.061594.90-15.27-54.91-1579.9015.2714-17.051185.61-9.35-34.39-1172.279.3515-13.88986.84-7.66-2&27-975.727.6616-20.031336.79-10.86-39.68-1321.7910.861771.541219.1016.3618.82-1304.05-16.371874.711020.3318.0524.94-1107.50-18.0619-101.881386.49-32.56-76.83-1471.4432.5520-98.701187.72-30.87-70.71-1274.8930.862154.881353.467.56-13.70-1241.83-7.552258.061154.699.25-7.58-1045.28-9.2423-11&531520.85-41.36-109.35-1409.2341.3724-115.361322.08-39.67-103.23-1212.6839.682556.761470.64&81-&32-1457.30-&812659.931271.8710.50-2.20-1260.76-10.5027-116.651638.04-40.11-103.97-1624.7040.1128-113.481439.27-38.42-97.85-1428.1538.422969.661101.9115.1113.44-1088.57-15.113072.83903.1416.8019.56-892.03—16.80 31-103.761269.31-33.81-82.21-1255.9733.8132-100.581070.54-32.12-76.09-1059.4232.123328.181130.2532.0548.39-1185.71-32.0634131.35931.4833.7454.51-989.16-33.7535-160.851409.24-49.48-111.03-1464.7049.4836-157.671210.47-47.79-104.91-1268.1547.7937116.521224.3025.8925.62-1142.16-25.8938119.701025.5327.5831.74-945.61-27.5839-172.501503.29-55.64-133.79-1421.1555.6540-169.331304.52-53.95-127.67-1224.6053.9641117.841306.3326.7729.39-1292.99-26.7742121.011107.5628.4635.51-1096.44-28.4643-171.191585.32-54.77-130.03-1571.9854.7744-168.971607.84-53.08-127.99-1594.4053.0845126.861048.2231.1844.62-1034.88-31.1846130.04849.4532.8750.74-838.33-32.8747-162.161327.21-50.36-114.80-1313.8750.3648-158.99112&44-4&67-108.68-1117.3248.6749107.151099.4325.6334.13-1128.21-25.6350110.05892.7927.1739.69-916.78-27.1751-149.061437.83-47.93-114.90-1382.3747.9452-144.971221.59-45.76-107.00-1175.3845.7653-171.191585.32-55.47-130.03-1571.9854.7754-144.301263.45-45.31-105.08-1252.3345.3155106.351049.2125.0931.82-1035.87-25.0956109.38850.9426.7337.77-839.82一26.73 附表2钢梁56种内力组合组合号左端MNV右端端MNV1-28.87-1.9247.08-231.121.92133.742-46.210.5532.24-212.37-0.55118.443236.95-27.65130.946.2327.6549.884219.61-25.19116.1024.9725.1934.585157.59-23.74130.64-100.3314.648&196140.25-21.27115.81-81.5912.1872.897154.53-22.90129.28-118.0216.53100.75897.28-12.7285.65-175.4521.82135.08979.94-10.2570.82-156.7119.35119.7810112.32-15.1997.79-170.6121.55133.571177.84-16.02105.48-171.536.92113.351260.50-13.5690.65-152.794.4698.0513237.33-31.46155.80-29.1322.3663.0314219.99-28.99140.97-10.3919.9047.731517.54-5.0060.50-246.6614.10160.24160.20-2.5345.66-227.9211.63144.9317177.03-20.44110.81-104.2529.53109.9218159.69-17.9795.98-85.5127.0794.62198.61-&1976.22-222.641.82131.2120-8.73-5.7261.39-203.90-0.65115.9021274.43-33.92160.0814.7127.5547.3422257.09-31.45145.2533.4525.0932.0423-33.60-0.4744.73-275.226.84164.0324-50.941.9929.89-275.226.48164.0325232.22-26.20128.59-37.8832.5780.1726214.88-23.74113.76-19.1430.1164.8727244.99-12.23144.11-1.70&3353.0028223.82-9.12126.3016.175.8737.9629-16.85-20.2950.31-244.9924.19147.6130-33.71-17.9835.72-221.7521.23129.2231151.68-13.85129.52-150.7913.85129.2232134.34-11.39114.68-132.0511.39113.9233150.39-15.98128.49-153.3415.98129.4834103.19-22.6086.78-124.9922.6094.04 3585.85-20.1471.94-106.2520.1478.7436116.45-22.1198.57-135.2822.11104.853771.93-6.13104.36-221.996.13154.383854.59-3.6789.53-203.253.67139.0839231.42-21.57154.68-79.5921.57104.0740214.08-19.11139.84-60.8519.1188.764123.45-14.8861.62-196.1914.88119.20426.11-12.4246.78-177.4512.42103.9043182.94-30.32111.93-53.7930.3268.8844165.60-27.8697.10-35.0527.8653.58454.48-1.2775.44-257.961.27159.9346-12.861.2060.60-239.22-1.20144.6347270.30-27.00159.30-20.6127.0076.0748252.96-24.53144.46-1.8724.5360.7749-29.46-7.3945.52-239.907.39135.3050-46.80-4.9330.68-221.164.93120.0051236.36-33.12129.38-2.5533.1251.4452219.02-30.66114.5416.1930.6636.14536.46-20.7869.11-234.4320.78145.1054-14.28-18.3851.38-212.951&38127.1355221.67-11.74125.31-12.2711.7455.5156204.40—&72110.637.36&7240.05 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