多层钢结构工业厂房设计
之PKPM系列软件应用
灰灰~~
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2013年9月25日
内容说明
本篇文章内容，主要讲的是多层钢结构工业厂房在应用PKPM系列软件（10版2012年6月30日）操作时，如何满足现行的国家规范规定、行业标准规定；让这些规定通过设计软件更完美更贴近的落实到我们的设计图纸当中。此内容是个人对软件及规范理解后总结的心得，如有不同意见可联系本人。（多层钢结构厂房是指封闭或露天开敞、水平面内刚度有限，用于支撑设备、管道的建筑物）
在编写本文的过程中，对本篇总结的内容之外，有几处由于本人水平有限没涉及到，待在以后的设计和学习中再去解决吧。
如抗规中的8.2.8条，梁与柱刚性连接的极限承载力验算。这些等强连接计算只好完全求助于软件。
如露天开敞的厂房其风荷载挡风面积如何计算。
如直接支撑设备的构件及其连接，应计入设备等产生的地震作用。 如在充水试压工况承受大跨度、较重的设备支撑梁、10KN/mm2以上的楼面检修均布活荷载的楼面主梁，完全可以考虑设计成固端梁、连续梁按极限荷载塑性设计。
本篇文章内容会根据本人在设计实践中的进步逐步增改完善，通过软件的应用总结提高自己设计水平，同时也希望对设计同仁给予帮助。
内容目次
一、多层钢结构工业厂房结构特点
二、STS钢结构设计软件（框架三维模型与荷载输入） 三、结构空间有限元分析设计软件Satwe设计参数取值 四、特殊风荷载定义（SPWIND.PM） 五、中心支撑设置原则
六、规范对钢框架柱及中心支撑的设计规定 七、Satwe钢构件超筋超限信息 （WGCPJ.OUT） 八、结构总体性能中位移角、位移比、周期及周期比的理解 九、楼面梁布置体系 十、荷载效应及组合 十一、外露式柱脚的设计
十二、建筑形体及其构件布置的平面、竖向规则性规定
（提示：如本文中公式符号打印中出现乱码，可按点编辑→全选后再按CTRL+SHIFT+F9键刷新）
一、多层钢结构工业厂房结构特点
1.1 多层钢结构厂房，一般多属于露天开敞式框架（没有围护墙），与民用封闭式建筑相比，风荷载计算有很大的特殊性。 1.2 楼板水平面内刚度有限，楼面铺板一般多采用钢格栅板或花纹钢板。楼层水平大支撑（支撑不与2级小次梁连接）布置受布置专业条件限制，只能布置水平小支撑。
1.3 厂房形体及其构件布置的平面、竖向都不规则，楼层层高差别较大，中心支撑布置位置不能以荷载较大的柱间或柱网中部布置，有时还会出现错开布置。
1.4 厂房荷载效应及组合种类较多，包括：正常操作、充水试验、安装检修及地震等荷载组合，这会带来结构计算烦琐，出计算书难。 1.5 没有专门用于钢结构工业厂房计算的程序。现在虽然有个STS钢结构设计软件，可以进行钢构件布置，但具体计算还是要回到Satwe去实施演算。而Satwe软件主要是根据混凝土结构多高层民用建筑一些特点去开发研制的。他们区别就在于：混凝土结构楼板层与层之间概念清晰、楼板面内刚度大开洞少错层少、楼面没有需要特殊处理的又高又重的大设备。(注：建议对较为复杂的结构最好用复杂空间结构分析软件Pmsap（Spas cad）去过一遍) 以下3个图形为：一个10层的钢结构工业厂房（有夹层）。
二、STS钢结构设计软件（框架三维模型与荷载输入）
2.1 钢构件钢材
钢材强度设计值应在这里修改设置。
2.2 框架柱布置的局部坐标系
PKPM里的坐标方向，整体坐标系为：向右为x轴正向，向上为Y轴正向，竖直向下为Z轴正向，楼面荷载向下为正，梁荷载以菜单图示方向为正，柱荷载方向与局部坐标系（初始状态同整体坐标）方向相同（柱输入时旋转，结构整体旋转，局部坐标系都会同时旋转），节点荷载以菜单图示方向为正（与整体坐标系相同）。如在强柱弱梁超限验算中，Ｐx、Ｐy 里的x、y （局部坐标）的方向会与柱的输入时旋转而同时旋转。
2.3 梁、柱、斜杆（中心支撑）标高输入方法
工业建筑应用STS建模型输入梁、柱、斜杆时，经常要用到以上的输入方法。
2.4 楼板采用花纹钢板及钢格栅板的处理
钢结构工业厂房的楼面，一般有3种楼面做法。分别为混凝土板-钢梁组合楼面、钢格栅板楼面、4~6厚花纹钢板楼面。（这里只对钢格栅板楼面、花纹钢板楼面应用作介绍）
1．楼面楼板自重恒载 简单的小操作平台（包括楼梯踏步板）上的钢格栅板：选用25x5x30x100I型 ，自重0.38kN/m2,承载力 1500mm跨5kN/m2 1800mm跨2.78kN/m2 ；厂房楼面上的钢格栅板：选用32x5x30x100I型，自重0.48kN/m2,承载力 1500mm跨11.4kN/m2 1800mm跨6.7kN/m2 。（受力数据为纵条顶面为齿形时,即顶面为平面形x0.8的数据，钢格栅板均为挠度控制，允许挠度取1/150 HG/T 21612-96）
花纹钢板板厚：4mm、5mm、6mm ，一般常采用有肋铺板，尽量采用扁钢做加劲肋，肋的间距一般为花纹钢板厚的100倍，肋的跨度在1500~2000mm之间，肋的高度为跨度的1/12~1/15，且不宜小于60mm，厚度不宜小于5mm，加劲肋与钢板的连接通常采用间断焊缝，间断焊缝长度不得小于10hf或50mm，间断焊缝的净距在受压构件中≤15t ，在受拉构件中（本铺板均受拉）≤30t 。焊缝的最大焊脚尺寸hf 不得大于较薄焊件厚度的1.2倍，但焊件边缘的焊缝的最大焊脚尺寸尚应符合⑴当t≤6mm时，hf≤6mm ⑵当t>6mm时，hf≤t-(1~2)mm 。花纹钢板自重 0.6kN/m2 (按6mm厚钢板计算)
花纹钢铺板计算实例：
见上图，花纹钢板铺板布置，活荷载 4.0kN/m2 ,花纹钢板恒荷载 0.004x78.5=0.314kN/m2 均布荷载标准值 0.314+4=4.314 kN/m2 均布荷载设计值 1.2x0.314+1.4x4=5.98kN/m2 ⑴ 板强度及挠度计算 (按单向板计算) E-钢材弹性模量，2.06x105 N/mm2 M=α×qa×a2=0.125×5.98×0.52=0.187KN⋅m/m
6×M6×0.187×100022
==〈=NmmfNmm58.4/215/σ=
×t21.2×42γ
γ —截面塑性发展系数，此处取为1.2 4
qk×a44.314/1000×500 υ=β×=0.14=2.86mm〈[υ]=a/150=3.333mm353
2.06×10×4E×t
对单跨简支板或双跨连续板 α =0.125,β=0.140
三跨或三跨以上连续板 α=0.10,β=0.110
⑵加劲肋的强度及挠度计算
扁钢 -70x5 加劲肋惯性矩及下翼缘抗弯截面模量
4704×120×+70×5×(+4) y1==17.6mm 4×120+70×5
[1**********]0××2 Inx=+120×4×(17.6−++5×70×(+4−17.6)2=4.2×105mm4
122122 5I4.210×nx Wnx===0.745×104mm3
70+4−17.656.4
加劲肋上线荷载标准值（考虑加劲肋的自重）（0.6+4）x0.5=2.3 kN/m
加劲肋上线荷载设计值（考虑加劲肋的自重）(0.6x1.2+4x1.4)x0.5=3.16 kN/m
加劲肋上弯矩设计值 M=0.125x3.16x2x2=1.58KN-m
6M1.5810×22扁钢加劲肋强度验算 ==177N/mm〈f=215N/mm4×γW××1.20.74510xnx
扁钢加劲肋挠度验算
45×qk×l452.32000×× υ===5.54mm〈[υ]=1/150=13.3mm 384×E×Ix384×2.06×105×4.2×105
2 在“本层信息”中如何设置板厚(mm) ？
钢格栅板、花纹钢板均按楼板厚度为 0 处理 。
3 水平支撑在模型里的输入
输不输入水平支撑，对位移比、周期、振型的有效质量系数有很大影响。根据你所要建的模型的需要，是每层都设置水平支撑，还是隔层设置，须通过Satwe分析结果的图形显示→图形文件输出→13结构整体空间振动简图去观察。对于楼层中局部振动较大的（乱动）部位可局部增加设置水平支撑，以达到约束杆件作用，也能使振型正常。设置水平支撑，可加强楼面刚度，有效传递水平力，并起到约束柱侧向位移。楼层水平支撑尽量使用大支撑（即支撑不于二级小次梁连接，减小施工难度。）。
冷换框架规范SH/T3077-2012中5.1.5条规定，可借鉴。
a. 平台上有设备、管道挡墩、支吊点等水平荷载作用时（例如框架平台上设置有空冷器的
风机或电机基座时），该层应设置可靠的水平支撑系统；
b. 当冷换框架各榀框架侧向刚度相差较大、竖向支撑布置又不规则时，宜在顶层、中间层
设置水平支撑。（规则结构可不设置水平支撑）
c. 平台采用钢格栅板时，应在顶层并至少没隔一层设置水平支撑。
d. 受压水平支撑长细比可取200。
三、结构空间有限元分析设计软件Satwe设计参数取值
1.1 Satwe前处理-接PMCAD生成SATWE数据
⑴ 分析与设计参数补充定义（必须执行）
总信息
1． 结构体系的确定
对“多层钢结构厂房”的结构体系选择按“钢框架结构”和按“多层钢结构厂房”都可以，推荐按“钢框架结构”。（其计算结果数据都一样，只是要你去对Satwe计算结果超限的取用根据规范的相关要求自己判别。）
Satwe中对不同结构体系执行的标准：
“多层钢结构厂房”（本文讲解内容），执行《抗规》附录H.2节。抗震措施（计算）由《抗规》表8.1.3，并以房屋高度降低10m查得（即按表中50m高度分界改为40m查表）；其抗震构造措施：①柱长细比限值建议按《抗规》8.3.1取值，对H.2节中规定的长细比不宜大于 ( 0 .8 / A /f 的规定，偏严，有条件许可时，可参照执行。②柱梁的1251 −N× f ) 235y板件宽厚比以40m421页表6），中心支撑长细比取不大于150。（这里解释下《抗规》H.2节，柱长细比计算公式的使用：N取地震组合的最大值，f取（腹板）材料强度设计值，不考虑γRE。举例：HW400x400柱，Q235钢，Axf=4700KN。那么就会得到如下结论，长细比150（规范规定的μ≤0.2时取值）对应
Nmax=940KN，而按此公式计算出的长细比105（相当于三级）对应Nmax=960KN（μ≤0.205）。所以用此公式确定柱长细比是比《抗规》8.3.1条严格的多，根本就不存在长细比可取值为105~125之间。所以，既然H.2节是个“不宜”的规定，那么还是按8.3.1条的“应”执行为好。）
“钢框架结构”，执行《抗规》第八章，由表8.1.3查得抗震措施。
2. 对所有楼层强制采用刚性楼板假定的选项
在计算“位移比”时，有选择性点取。
因为只有在强制刚假、规定水平力、考虑偶然偏心下的计算，才能与规范规定做以比较。此种计算方法，过滤了结构构件局部震动的影响，计算出的位移比才能保证是建筑物楼层外边缘线上的角部两端其中一端的最大水平位移与该楼层角部两端水平位移的平均值之比，适用于楼板采用混凝土板-钢梁组合楼面或花纹钢板楼面。当楼板采用铺钢格栅板，想要保证其楼层为刚性楼面，就必须每层都设置楼面水平支撑。如果，隔层设置水平支撑或楼层内局部设置，就不能点强制刚假计算位移比。不点刚假，位移比计算很难满足规范的1.2（1.35）规定，在你能容忍建筑不规则判别可增加这一项时，可使其位移比不小于1.5。
在计算最大层间位移角时，可不勾选。
位移角限值（应在不点“考虑偶然偏心”和“考虑双向地震作用下”作用下）只看地震和风荷载作用下的楼层最大位移工况下位移角，地震作用下 1/250 ，风荷载作用下 1/400 。（注：计算除了位移比、周期比以外的其他结构总体性能时均可不勾选。）
3. 恒活载施工加载
小型的多层纯框架结构建议用一次性加载，对没有严格的标准层概念结构应选一次加荷。 选用施工模拟三时应注意施工次序的调整，如：越层（指柱按越层建模输入）、上层悬挑结构的斜支撑支在下层节点、越层布置的支撑、梁上起柱或吊柱的转换构件。有吊车荷载的不能选用模拟施工3 。
4. 风荷载计算信息
对开敞工业厂房应选计算特殊风荷载。
风荷载信息
1. 风荷载作用下结构的阻尼比（风振舒适度验算的结构阻尼比）
无填充墙钢结构 1 有填充墙钢结构 2
2． 承载力设计的风荷载效应放大系数
对于大于40m的建筑(敏感)该系数取1.1，Satwe会自动计算结构位移时取基本风压，计算承载力设计时取1.1x基本风压 。
3． 用于舒适度验算的风压及用于舒适度验算的结构阻尼比
采用重现期为10年的风压值（暂时不起作用）。
4． 挡风系数
对开敞工业厂房应根据柱网及层高取值，尤其对风荷载起控制作用的建筑应仔细研究确定（一般取0.5~0.7），并应在特殊风荷载定义里点自动生成。
(注：上图中，第一段挡风系数取 1 ，说明1~3层应为完全封闭建筑。)
挡风系数由柱、梁、支撑、栏杆、设备的挡风面积计算得来，挡风折算面积可参见〈冷换框架规范SH/T3077-2012〉附录A提供的近似计算方法计算。
地震信息
1． 考虑偶然偏心与考虑双响地震作用的选项
先点考虑偶然偏心，看计算结果（Ｓatwe后处理－文本文件输出→３结构位移）：在强制刚性楼板假定、考虑偶然偏心地震作用的规定水平力下的位移比是否大于1.2（位移比不能大于1.5） ，来判别结构平面规则性。当在强制刚假、不考虑偶然偏心、规定水平力作用下的位移比大于1.2时就双点，即同时点取考虑偶然偏心与考虑双向地震作用（双向地震作用仅做结构构件承载力计算）。
（个别楼层超过1.2而不超过1.35，且该层位移角不大于1/625时，可不计算为一项不规则）
2． 抗震等级、抗震构造措施的抗震等级 （对框架柱、中心支撑的长细比影响大。） ① Ⅲ、Ⅳ类场地土，地震加速度为0.15g和0.3g时，抗震构造措施提高一级。
② 框架-中心支撑结构的框架部分，当房屋高度不高于100m且框架部分按计算分配的地
震剪力不大于结构底部总地震剪力的25%时，一、二、三级的抗震构造措施可按框架结构降低一级的相应要求采用。中心支撑的抗震构造措施不提高也不降低。（支撑为主要的抗侧力结构，框架的重要性相对降低）
③ 厂房高度不大于40m、设防烈度8度（0.2g）及以下的多层钢结构厂房，楼（屋）面板
采用钢格板或花纹钢板时，采用抗震性能设计，即“低延性，高弹性承载力”，按《抗规》9.1.14条条文说明第421页表6执行。当构件的承载力满足2倍地震作用组合下的内力要求时，柱、梁构件的板件宽厚比限值按《钢规》确定，当构件的承载力满足1.5倍地震作用组合下的内力要求时，柱、梁构件的板件宽厚比限值按表6中B类确定（相当于《抗规》表8.3.2中三~四级）。Satwe操作：直接将地震影响系数最大值修改为按照烈度查询到的结果系数乘以2（或1.5），然后再进行计算，如果构件满足承载力（强度与稳定性）计算要求，就说明结构满足2（1.5）倍性能设计。此时柱、梁构件承载力需按提高后的确定，其他，如结构总体性能指标、强柱弱梁、强节点弱构件等都按不提高的确定。(一般情况下，这个钢结构“构件的承载力满足2倍地震作用组合下的内力要求”的计算很容易满足)
④ 多、高层钢框架，当构件的承载力满足2倍地震作用组合下的内力要求时，7～9度构件
抗震等级允许按降低1度确定。直接将地震影响系数最大值修改为按照烈度查询到的结果系数乘以2，然后再进行计算，如果满足计算要求，就说明结构满足2倍性能设计，这时候可以返回参数中，直接将抗震等级降低一级，地震影响系数最大值填写直接查到的结果，然后再进行计算。
3． 计算振型个数（不点“对所有楼层强制采用楼板刚性假定”下计算）
其取值个数多少取决于满足有效质量系数大于90% 。（2层取6，多层取3的层倍数） 注意：振型个数在考虑耦联振型计算时，一般取不小于15个。当为了满足90%可以取的值很大（如本例题50），有时候在运行Satwe计算时，会出现错误提示“特征值求解不收敛，请采用LDLT方法”，不可取用LDLT方法的计算结果去计算结构构件承载力，应用LDLT方法（不点模拟施工加载3）计算通过后找出局部振动的位置，去PMCAD修改后，直到不出现该错误提示后再用vss计算。
点“对所有楼层强制采用楼板刚性假定”下计算位移比时，振型个数不能大于层数的3倍，否则会出现下图：
4． 活荷重力荷载代表值组合系数
这个数与“荷载组合”中“活荷重力代表值系数”取值应相同，为联动改变，工业建筑也规定取为 0.5 。（设备操作重按永久荷载输入，设备充水试验验算不考虑地震也跟该系数无关；如果设备自重按永久荷载输入、设备操作介质重按活荷载输入（不建议），那么这里的这个组合系数就要取1.0，现在的Satwe还不能把楼面活荷与楼面集中力活荷分开取组合系数。）
5． 周期折减系数
当非承重墙体为填充空心砖墙时取 0.8~0.9 ；当非承重墙体为填充轻质砌块、填充轻质墙板或外挂墙板时取 0.9~1.0 ；采用压型钢板围护时取 0.95 ；开敞无填充墙取1.0 。
6． 结构的阻尼
高度不大于50m时取 4 ，大于50m取 3 ，Ｈ.2.6多层钢结构厂房取3~4，一般取3.5 。 活荷信息
１. 工业厂房活荷载有楼面生产操作活荷载和楼面安装、检修活荷载之分，这里的楼面活荷
载指的是生产操作活荷载，都按不折减。
２. 梁活荷不利布置 应点取
调整信息
１．梁端负弯矩调幅系数、梁活荷载内力放大系数
取 １ 。对在活载信息中没设定梁活荷不利布置的选项的，梁活荷载内力放大系数可取
1.15、 1.2 、1.3 ，根据楼面活荷载大小取值。
２梁刚度放大系数
“梁刚度放大系数按2010规范取值”，不点取。中梁刚度放大系数，对现浇混凝土楼板-钢组合楼板，中梁取 1.5 。
3．薄弱层调整（不点“对所有楼层强制采用楼板刚性假定”下计算）
规范对“刚度比”、“抗剪承载力比”不满足均称为薄弱层，其对应于地震作用标准值的层剪力均应乘以1.25的增大系数。（抗剪承载力比不满足时，应手动修改，Satwe不会自动修改。）
刚度比
尽量不要出现“层刚度比”超限，可通过调整梁的截面高度、中心支撑变截面下大上小、底层超了，可只在底层设不连续中心支撑来满足（除底部楼层和伸臂桁架所在楼层外，支撑的形式和布置在竖向宜一致。）。
这里讲解下Satwe 如何执行 “层刚度比”判断
Satwe在“总信息（WMASS.OUT）”中给出相邻侧移刚度比计算信息，程序对“多层钢结构厂房”和“钢框架结构”给出的刚度比，都是按框架结构《高规》3.5.2-1式公式计算的刚度比，没按框架-剪力墙结构，考虑层高修正的楼层侧向刚度比计算公式计算（因为这2种的计算公式不同，相关公式见《高规》3.5.2条）。所以，现阶段，只能先跟着Satwe程序走，带中心支撑的也按框架结构计算刚度比，并以此为判别竖向规则性。
框架结构的“层刚度比”：（这里只看Ratx1和Raty1结果）
以第1层为例
第1层的Ratx1等于本层的侧移刚度RJX3与(2层的侧移刚度RJX3 )x0.7之比
第1层的Ratx1等于本层的侧移刚度RJX3与(2、3、4层的侧移刚度RJX3平均值)x0.8之比 取这2个比值中较小者。
第1层的Ratx1=8.094/(10.857x0.7)=1.065
第1层的Ratx1=8.094/[(10.857+11.208+6.8585)/3]x0.8= 1.0494
最后的Ratx1取为 1.0494 。
Satwe调整结果在Satwe后处理-文本文件输出-4各层内力标准值WWNL*OUT里显示，可通过此文件查阅。（注意：乘了放大系数后柱、梁的地震作用下的标准内力（剪力、弯矩调整，柱轴力不调整）均乘了该放大系数） 刚度比不满足时，调整结果见下图：
抗剪承载力比
上图中第4、6层抗剪承载力比不满足规范要求（超0.8,小于0.65），均应乘1.25的放大
系数，结果查对方法同刚度比。抗剪承载力比超限，可通过“放大该层地震层剪力”方法，使之比值大于0.8。(该放大系数可取大于1.25)
不要在同一层内同时出现“刚度比”与“抗剪承载力比”薄弱层。
对出现薄弱层的钢框架结构，规范没有给出像钢筋混凝土框架结构不超过12层的结构薄弱层弹塑性层间位移的简化计算方法，Satwe中薄弱层验算结果（SAT-K.OUT）只适用于钢筋混凝土框架结构。《抗规》5.5.5条条文说明中第334页，钢结构对弹塑性层间位移角限值的解释为：如果弹性位移角限值为1/300，则对应的弹塑性位移角限值为1/60（1/75）。
4. 介绍下“偏心率大于0.15或相邻层质心相差大于相应边长15%”结构平面不规则性判别 见下图中Eex、Eey 计算值要小于
0.15。否则就应计为一项规则性判别。
5．0.25V0的分段调整（不点“对所有楼层强制采用楼板刚性假定”下计算）。
对设置了中心支撑的钢结构应设置：调整分段数、调整起始层号、调整终止层号。并应根据竖向抗侧构件（框架柱与中心支撑）沿高度的改变或建筑立面的改变定分段数；根据《抗规》
8.2.3-3条，查看Satwe后处理-文本文件输出 9.框架柱地震剪力百分比及0.25V0调整系数，按调整前的数据确定分层调整系数。启用自定义调整系数为好。
以上数据就是开篇的那3个图形的一个10层工业厂房框架-中心支撑的地震剪力百分比图形，从图中可以看出：1~6层为一个数量级，7~10层为一个数量级。结构在6层以上有竖
向立面变化。所以，0.25V0的分段调整就应在1~6层与7~10层进行分段调整处理。 以1~6层为例说明：X向
0.25V0=0.25x4493.1=1123.3 KN
1.8xVfmax=1.8x1391.3=2504.34 KN
取较小值：1123.3 KN
从上图可以看出：
一、二、三层X向框架柱的剪力都大于这个较小值1123.3 KN，所以不用调整。 四层调整系数：1123.3/834.7=1.35
五层调整系数：1123.3/742.8=1.51
六层调整系数：1123.3/738.9=1.52
（注：下图与上面计算的调整系数不是一个模型，在此仅举例说明）
Satwe调整结果在Satwe后处理-文本文件输出-4各层内力标准值WWNL*OUT里显示，可通过此文件查阅。（注意：乘了放大系数后柱、梁的地震作用下的标准内力（剪力、弯矩调整，柱轴力不调整）均乘了该放大系数）
Satwe WWNL*OUT 文件：
6. 地震作用调整系数对构件承载力的影响
以上的薄弱层放大系数和0.25V0的调整（如果剪重比、0.25V0、薄弱层同时调整是层地震剪力标准值叠加的调整），调整的是柱、梁的地震作用下的标准内力，有时候在你调整后，去查看Satwe-钢构件应力比简图，你会发现柱或梁的应力比没变化。这是由于柱或梁的所取控制截面的内力设计值组合虽然地震组合最大，但〈抗规〉8.2.1条规定：构件截面抗震验算时，非抗震的承载力设计值应除以本规范规定的承载力抗震调整系数，也就是把地震组合设计值乘以0.75的系数，当非地震组合设计值大于地震组合设计值乘以0.75，那么就取非地震组合设计值为构件截面验算控制值。一般，当楼层的楼面活荷载大或设备重量比较大时发生。（注：这也就是，为什么说：一般情况下，钢结构“构件的承载力满足2倍地震作用组合下的内力要求”很容易满足)
设计信息
1 钢构件截面净毛面积
A和An,计算结构总体性能用A--构件的（毛）全截面面积；计算构件承载力用An--构件的净截面面积，钢构件净截面面积与毛面积的比值，一般取0.85~0.9。
2 考虑Ｐ－Δ效应
SATWE中的“p-ᇞ“效应是针对混凝土结构的，而《钢规》中的二阶弹性分析有所不同，目前STS还不能做此类结构的二阶弹性分析。结构设计中，可通过 F×Δu
h
当满足此条件，可不考虑二阶弹性分析，即不考虑“p-ᇞ“效应。
（注：一阶弹性分析：不考虑几何非线性对称结构内力和变形产生的影响，根据未变形的结
构建立平衡条件，按弹性分析结构内力及位移。
二阶弹性分析：考虑几何非线性对称结构内力和变形产生的影响，根据位移后的结构
建立平衡条件，按弹性分析结构内力及位移。）
Satwe计算实例：(以地震作用举例演算，风载下的计算同理。)
以第4层为例，计算θFV×Δu
i=F
见下图，第
4层的Fv=850+842+1458x2=4608 KN
见下图，第
4层的 Fhx=623.2 KN Fhy=591.8 KN
见下图，第4层的 θe.x=1/715 θe.
y=1/2125
则有 θix=∑F×Δu=4608×1=0.01
h
V
hθiyF×Δu46081∑==×=0.004
《全国民用建筑工程设计技术措施》中关于Ｐ－Δ效应有如下描述：
３ 按高规或高钢规进行构件设计
60m以上的点取。（点取这个，就是荷载组合中考虑了风和地震作用同时的组合了）
4 钢柱计算长度系数按有侧移计算
点取。（对本文讲解的“多层钢结构厂房”按有侧移计算，不建议进行强弱支撑判别再去修改柱计算长度系数为1。）
按有侧移计算的解释：
《全国民用建筑工程设计技术措施》19.4.3条，规定了多层钢结构对强弱支撑的分析方法：
（上面这张图就是计算长度系数取1.0时的计算简图。当结构的侧向稳定完全由支撑提供时（即《技术措施》19.4.3-2条文中，强支撑体系按承受全部侧力进行计算的规定。），框架可视为铰接桁架竖向悬臂梁体系（柱与梁视为铰接连接），该规定忽略了框架梁对柱的约束作用。所以，如果计算中取μ=1.0，而不把框架梁与柱点铰接，就不能得到支撑承受全部水平力的真实计算结果。强支撑体系，会增大结构刚度从而增大地震作用力，更会使柱先于支撑屈服发生无侧移失稳；弱支撑体系（强框架弱支撑也称为弱剪型支撑架），能够在支撑失去刚度后，钢架本身起到第二道抗震防线的作用，更好的保证结构有良好的延性。）
荷载组合
这里主要是确定荷载的分项系数与荷载的组合系数
1.活荷载分项系数
楼面活荷载 Qk 4 Kn/m2 取值为 1.3 。
其余所有系数均采用默认值
对于楼面采用钢格栅板或花纹钢板作楼板的结构，因为这种楼板自重轻，所以对基本组合的二种组合：1.0x恒+1.4x风 及 1.0x(恒+0.5x活1)+1.3x地 应引起重视。它是在不考虑楼面活荷载或活载减半的情况下组合，当设计封闭厂房、当地的基本风压又比较大或高烈度（地震烈度大于7度0.15g）时，应校核。（经查：Satwe荷载组合里有这组组合，而JCCAD是没有这组组合的，钢结构STS框架连接设计是有这组组合的（锚栓控制组合）。）
四、特殊风荷载定义
对于开敞厂房推荐执行此菜单。
五、中心支撑设置原则
支撑设置原则：支撑应尽量做到平面位置均匀对称，竖向连续。如竖向不连续，可在相邻跨位置搭接一跨，并在搭接跨内连续设置到底部。
弱轴方向：当采用混凝土楼面且楼面开洞较少时，可根据需要在适当部位设置支撑，当采用钢格栅板楼面时，有条件时每根轴线宜设置支撑，当不能保证该种设置时，宜加强楼面刚度（如设置水平支撑），保证水平力的传递。
强轴方向：当建筑物高度较低（高度小于20m）、地震设防烈度小于7度0.15g、位移角满足规范要求，可不设置支撑。当建筑物较高、地震设防烈度不小于7度0.15g、高宽比较大及长宽比较大，强轴宜考虑设置支撑。
中心支撑计算长度的确定
《高钢规》8.7.2条，当支撑翼缘朝向框架平面外，且采用支托式（编者注：见下图）连接
时，其平面外计算长度可取轴线长度的0.7倍；当支撑腹板位于框架平面内时，其平面外计算长度可取轴线长度的0.9倍。（实际操作可取1.0）
对交叉斜杆的支撑，平面内计算长度可以取轴线长度的0.5倍。
六、规范对钢框架柱及中心支撑的设计规定
《抗规8.2.1》条，框架柱的长细比，一级不应大于 60 235/f，二级不应大 ay
于 80 235/f ，三级不应大于 100 235/f 120 235/f。 ayayay
《抗规8.4.1》条，中心支撑的长细比，按压杆设计时，不应大于 120 235/f ay
三级中心支撑不得采用拉杆设计，四级采用拉杆设计时，其长细比不应大于180。
以上规定用于框架-中心支撑的“钢框架结构”，建议“多层钢结构厂房”结构的柱长细比也按此规定取值。
《抗规H.2.8》条，框架柱的长细比不宜大于150（可执行），当轴压比大于0.2时，不宜大于
125 (1 − 0 . 8 N / A × f /f （偏严）。 )235y150 。（考虑支撑是第一道防线，建议有条件仍采用〈抗规〉8.4.1条） 以上规定用于框架-中心支撑的“多层钢结构厂房”结构。
国家现有的规范、规程中对中心支撑设置的一些规定：
《抗规》8.1.6条，三、四级且高度不大于50m的钢结构房屋宜优先采用交叉支撑，它可按拉杆设计。8、9度时，中心支撑不得采用拉杆设计。（根据〈抗规〉8.4.1条，四级可以按拉杆设计，三级可采用满足“2倍地震作用”来使三级降至四级后再按拉杆设计。八字型（V型）中心支撑只能是一拉一压杆设计。）
《抗规》8.2.3条，钢框架-支撑结构的斜杆可按端部铰接杆计算。
《高钢规》6.4.3条，支撑斜杆宜采用双轴对称截面。本条条文说明中，双角钢组合T形截面不宜用于设防烈度大于等于7度的地区。
《抗规》8.4.2条，1 抗震等级为一、二、三级，支撑宜采用H形钢制作，两端与框架可采用刚接构造；2 支撑与框架连接处，支撑杆端宜做成圆弧。3 梁在其与V形支撑或人字支撑相交处，应设置侧向支撑。该条条文说明，支撑框架结构的梁与柱连接，一、二、三级不应铰接。（对于60、70地震区、高度较低的钢结构厂房用H型钢作框架柱，横向强轴梁与柱刚接，并设少量中心支撑；纵向弱轴梁与柱铰接，并设强中心支撑，可以节省造价、简化施工。）
《抗规》H.2.7条，多层钢结构厂房构件和节点的抗震承载力验算，尚应符合下列规定：3 柱间支撑杆件设计内力与其承载力设计值之比不宜大于0.8 ；当柱间支撑承担不小于70%的楼层剪力时，不宜大于 0.65 。
《高钢规》6.4.7条，与支撑一起组成支撑系统的横梁、柱及连接，应具有承受支撑斜杆传来内力的能力。与人字支撑、V形支撑相交的横梁，在柱间的支撑连接处应保持连续。在计算人字形支撑体系中的横梁截面时，尚应满足在不考虑支撑的支点作用情况下按简支梁跨中承受竖向集中荷载时的承载力。
七、Satwe钢构件超筋超限信息 （WGCPJ.OUT）
⑴ 柱的强度超限验算 即正应力超限
钢构件的正截面强度验算应力
MyMxNF=±± 1 A ×W γ×W （《钢规》5.2.1式） γnxnxyny
An—钢柱净截面面积，见Satwe设计信息。
Wnx、Wny—在x、y向净截面模量。
（各点的截面模量等于惯性矩除以该点至中和轴的距离，也称抵抗矩。）
⑵ 柱的稳定超限 即x、y向稳定应力超限
钢柱的平面内、外稳定验算应力
βty×Myβmx×MxN++F2= ϕ×A N ϕ× (见《钢规》5.2.5-1) Wxby1y×−×γ(10.8)W1xx' NEx βmy×Myβ×MxNF3=++tx
ϕ×A N ϕ×W (见《钢规》5.2.5-2) ybx1xγy×W1y(1−0.8×') NEy Mx、y—所计算构件段范围内的最大弯矩，W1x、y—在弯矩作用平面内对较大受压纤维
的毛截面模量， 欧拉临界力公式 Ex = π 2 × E × A / λ 2 参数 N Ex ' = × A /( 1 . λ 2 Nπ 2 × E1 ×x)x
Satwe计算柱的稳定性是按照考虑“双向弯矩压弯构件”的稳定计算
⑶ 强柱弱梁超限验算
P x = η × ( W pb × f yb ) pc × ( f yc − N / A c ) > 1 x向稳定应力超限 / W
P y = η × ( W pb × f yb pc × ( f yc − N / A c ) > 1 y向稳定应力超限 ) / W
P x、 P y − x 、 y 向钢梁钢柱全塑性抵抗 矩的比值 η --强柱系数 ∑∑∑∑
Wpc、Wpb−分别为交汇于节点的柱和梁的塑性截面模量
fyc、fyb−分别为柱和梁的钢材屈服强度，Q235取235n/mm2,Q345取345n/mm2 这里尤其要特别注意Px、Py−x、y的方向，钢柱在PMCAD中布置时的输入。
由上面图形可以看出，H型钢柱的弱轴很难满足强柱弱梁的要求，所以对用H型钢作框架柱的结构，最好是把楼面荷载通过布置楼层梁，让H型钢的强轴来承担荷载。（弱轴上框架梁承担很少量的楼面荷载及梁上线荷载，并沿弱轴设置了中心支撑，可以不考虑其强柱弱梁） 《抗规》8.2.5条 钢框架节点处的抗震承载力验算，应符合下列规定：
1 节点左右梁端和上下柱端的全塑性承载力，除下列情况之一外，应符合下式要求：
1）柱所在楼层的受剪承载力比相邻上一层的受剪承载力高出25% ；
2）柱轴压比不超过0.4 ，或 N 2 ≤ ϕ × f （N2为2倍地震作用下的组合轴力设计值）； A c ×
3）与支撑斜杆相连的节点。
等截面梁 W pc ( f W pb × f yb （8.2.5-1） yc−N/Ac)≥η×
以上3条告诉我们，满足了这3条中的任意一条就不用再去验算强柱弱梁超限。
特别指出：N2为2倍地震作用下的组合轴力设计值，在Satwe中的应用就是在地震信息中，把“地震影响系数最大值”见《抗规》5.1.4条提高一度采用后得出的地震组合轴力设计值。 ⑷ 钢柱轴压比超限 ∑∑
钢柱轴压比>0.6 表示轴压比超限 ，参考《钢规》9.2.3条，STS中轴压比超限μmax≤0.6 是由地震组合和非地震组合的最大Nmax计算出的。
⑸ 宽厚比和高厚比超限验算（见下面6个图表）
《抗规》中关于“2倍地震作用”的理解
在《抗规》中有3个地方提到了这个“2倍地震作用”
《抗规》 8.1.3条注2 ：当某个部位各构件的承载力均满足2倍地震作用组合下的内力要求时，7~9度的构件抗震等级应容许按降底一度确定。
《抗规》8.2.5条，（强柱弱梁的规定）2）： N 2 ≤ ϕ × A c × f （N2为2倍地震作用下的组
合轴力设计值）。
《抗规》9.2.14条，条文说明中：当构件的强度和稳定的承载力均满足高承载力—2倍多遇地震作用下的要求时，可采用《钢规》确定柱、梁构件的板件宽厚比限值。
理解：
“2倍地震作用”在Satwe中的实施，就是直接将地震影响系数最大值乘以2，然后再进行计算，如果满足计算要求，就说明结构满足“2倍地震作用”的性能设计。这个“满足计算要求”对“强柱弱梁”查看组合轴力设计值是否满足这个公式 N 2 ≤ ϕ c × f ，对其他× A
两条查看框架柱、框架梁、支撑斜杆的强度和稳定是否超限。
八、结构总体性能中位移角、位移比、周期及周期比的理解
从位移角、位移比及周期之间的关系看一个模型的好坏
要掌握理解好他们之间的关系，就要看《钢规》中附录A.2节，《抗规》中3.4节、5.4节和《高规》中3.4节、3.7节。对我们结构专业来说，一个建筑物的模型通过结构计算软件，上机布置柱、梁、中心支撑以及梁围成的楼板（设置的楼板厚度、楼板开洞）来完成，用他们来承担竖向力（构件自重和活荷载）、水平力（风荷载和地震作用），其中柱、中心支撑为主要的抗水平力构件。这些结构构件组成的结构体系主要有框架结构和框架-中心支撑结构。框架-中心支撑结构体系：中心支撑为第一道抗水平力防线，框架柱为第二道抗水平力防线；框架结构体系（符合强柱弱梁）：框架梁属于第一道防线，用梁端的变形耗能，其屈服先于框架柱，从而使柱处于第二道防线。而主要对位移角、位移比及周期影响大的就是框架柱和中心支撑，他们在建筑平面、立面的布置和数量起到决定性作用，框架梁（尤其是周边外围梁）对主体刚度也有增加，但影响不大。
通过Satwe计算结果判别它们合理性，实际上机操作步骤：
第一步：先看位移角是否满足规定。在不点楼层强制采用刚性楼板假定、不点偶然偏心和双向地震下去看，Satwe的输出结果见下面例子：
=== 工况 1 === X 方向地震作用下的楼层最大位移
X方向最大层间位移角: 1/ 933.(第 7层第 1塔)
=== 工况 2 === Y 方向地震作用下的楼层最大位移
Y方向最大层间位移角: 1/ 332.(第 9层第 1塔)
=== 工况 5 === 特殊荷载工况(X正向风)楼层最大位移, 工况名称: TF1
X方向最大层间位移角: 1/3463.(第 7层第 1塔)
=== 工况 6 === 特殊荷载工况(X负向风)楼层最大位移, 工况名称: TF2
X方向最大层间位移角: 1/3117.(第 7层第 1塔)
=== 工况 7 === 特殊荷载工况(Y正向风)楼层最大位移, 工况名称: TF3
Y方向最大层间位移角: 1/ 453.(第 9层第 1塔)
=== 工况 8 === 特殊荷载工况(Y负向风)楼层最大位移, 工况名称: TF4
Y方向最大层间位移角: 1/ 452.(第 9层第 1塔)
规范规定：地震作用下 1/250 ，风荷载作用下 1/400 。
第二步：看位移比是否满足规定。点楼层强制采用刚性楼板假定、点偶然偏心去过一遍程序，查看“偶然偏心地震作用规定水平力下的楼层最大位移”下的：Ratio-Dx,Ratio-Dy : 最大层间位移与平均层间位移的比值是否大于1.2 ？（超过了1.2就要双点偶然偏心和双向地震作用，计算结构构件承载力包络设计）该值最大不能超过1.5。当位移角不大于1/625（地）、1/1000（风）的限值时，可适当放松，位移比不大于1.35可不算一项结构平面不规则判别。
（根据《抗规》3.4.4-1-1条）
第三步，看周期和周期比是否满足规定。多层（高度24m以下）不考虑周期比。周期计算的设置同位移比计算（强制刚假、偶然），力争让前3个周期在考虑扭转耦联时的振动周期(秒)、X,Y 方向的扭转系数计算成 0 0 1 。且第一第二的周期值易接近，周期比满足规定。
调结构计算模型，要有一个大致的概念：位移角小于限值多，结构抗侧移刚度就大→周期就短→吸收地震力也就多（风荷载作用要小）→位移比会容易满足。反过来，位移角接近限值结构抗侧移刚度就小→周期就长→吸收地震力小（风荷载作用增大）→位移比会因为个别构件乱动而不容易满足。所以他们很矛盾，调模型到适度为好。对高地震区（地震烈度不小于7度0.2g），最好把位移角调到接近限值为好，这样对受力构件会给出比较满意的结果。
九、楼面梁布置体系
⑴ 如上图，楼面次梁布置方案一、二形式为钢格栅板楼面的2种布置形式，楼面次梁布置方案三形式为花纹钢板楼面。
方案一：方便楼面水平支撑（L70x6）的设置（大支撑），可以把水平支撑放在2级次梁梁底下面直通，且对纵横向框架梁传递楼面荷载较为均匀，但一级次梁截面会增大，导致楼层层高减少。（推荐采用）
方案二：楼面水平支撑只能设置成一段一段的小支撑，增加了支撑的连接节点，此水平支撑是放在钢格栅板下面。
十、荷载效应及组合
根据工业建筑荷载特殊性、种类多的特点及Satwe 上机出计算书简化等需要，可分别按正常操作、停产检修、充水试压、地震作用四种工况进行荷载计算效应组合，取最不利情况进行构件承载力极限状态和正常使用极限状态设计。结构计算建模型步骤如下：
1 正常操作工况荷载组合，它是结构计算主要控制荷载效应组合，是在Satwe计算中，结构在风荷载及地震作用下计算总体性能（如：“规定水平力”计算、楼层位移角和位移比计算、周期比计算、剪重比计算、结构的抗侧刚度计算、刚重比计算、楼层承载力比计算、倾覆力矩比计算、上部结构嵌固部位的确定、0.25Q0调整）及基础、柱、支撑、框架梁、支撑设备梁、主梁、板的组合。其荷载需求如下：
⑴ 楼面均布活荷载可细分为如下2种：
楼面上无设备区域的均布活荷载,包括:楼梯、走道、小的操作平台，取值为：楼梯 3.5kN/m2，用于参观（也指主要人流）走廊 ３.5kN/m2。一般均可取值为 2.0kN/m2
楼面上有设备区域的操作和有检修要求的均布活荷载，设备重量小于200kN时（考虑其拆
装）均可取值为 4.0kN/m2。在设计说明中写明“对设备检修维护时，须设置钢梁或枕木，不得将设备元件直接放置与钢格栅板或花纹钢板上，同时管道支架不得设置在钢格栅板或花纹钢板上。”
⑵ 设备自重及设备或管道中的物料重，按静荷载取值；
⑶吊车荷载（硬钩吊车按吊车荷载布置、软钩吊车按活荷载布置）、管道各类支座的温度推力水平荷载。（软钩吊车按活荷载布置，次梁可以正常计算，因为次梁Satwe不考虑地震作用，如在主梁上或次梁上再传递给主梁就要注意，尤其是电动葫芦5吨位以上的，应查看框架梁的受力组合，如该框架梁是地震组合控制，应把地震点掉和把软钩吊车荷载删除考虑地震作用，按包络设计此框架梁。主要考虑吊车荷载不与地震作用同时组合，经济合理。） ⑷ 风荷载，取基本风压；地震区，考虑地震作用。
2 停产检修工况荷载组合，它是在已经调好的“正常操作工况下”结构模型中，把楼面上正常操作的均布活荷载替换成布置专业所提条件的平台检修均布活荷载、把设备操作重替换成设备自重、删掉管道各类支座的温度推力水平荷载、风荷载取基本风压一半、把地震作用点掉。设计取用内容：对在平台检修均布活荷载范围内的框架梁、主梁进行复核验算，并把验算有改变的梁型号替换在正常操作工况计算模型里，做好标记，以方便图纸校审。布置平台检修均布活荷载时，注意其的布置范围，参照设备外形底座大小，有设备处不应布置检修活荷载。
3 充水试压工况，它是在已经调好的“正常操作工况下”结构模型中，把设备操作重替换成设备充水重、删掉管道各类支座的温度推力水平荷载、风荷载取原来基本风压一半、把地震作用点掉。设计取用内容：对要进行验算复核的设备充水重荷载范围相关的框架梁、主梁进行复核验算，并把验算有改变的梁型号替换在正常操作工况计算模型里，做好标记，以方便图纸校审。对于充水重与操作重相差很大的设备，应复核基础承载力计算。为了出计算书方便及减轻计算工作量，充水试压工况只有在“设备操作重与设备充水重相差15%时，设备充水重大于400kN”时，可执行此充水工况验算。
4 楼面活荷载的折减
正常生产操作活荷载不折减。
不折减主要是因为实为永久荷载的如管道重（包括其保温层和介质重）、电缆桥架重和可变荷载的管道内充水重等，在统计楼面荷载时提不出位置及数量，就预估了个比较大的活荷载，所以不予折减比较合理。但对能够分的清楚荷载实际情况时，可进行折减。
十一、外露式柱脚的设计
如果你在使用STS形成钢柱脚施工节点图，就有必要了解其计算过程，《STS钢结构CAD软件技术条件》中给出了基本公式，需要我们去理解掌握，软件编制不能贴近实际设计，STS现阶段还不能按照设计者的经验绘制的柱脚节点图去验算，其形成的节点图可能不是你想要的；对于某项承载力不满足规范规定时，程序形成的节点图只给了“红圈点”提示，而不给你按满足承载力后的优化自动调整的节点图。这就更有必要通过我们取其给出的荷载组合值，自己去完成柱脚的节点设计。（《山西建筑》2012年5期 柱脚锚栓计算方法 邓柏林，有柱脚计算公式推倒 ）
刚性固接外露式柱脚，在基础顶面处的内力组合设计值M、N、V共同作用下，需要分别计算柱脚底板下混凝土基础的受压应力(σc)、受拉侧锚栓的总拉力（Ta）和锚栓的总面积(Ae)、水平抗剪承载力、柱脚底板厚度等等。 a
工业厂房与民用建筑的钢柱脚计算略有不同,有其独特之处,如钢梁钢柱及楼面板自重轻(采用钢格栅板或花纹钢板)、均布活荷载却比较大、建筑平立面布置不均匀、设备荷载大，这些原因会导致在水平荷载（风和地）作用下，有的柱弯矩大轴力小，更有甚者，柱的轴向力出现拉力的荷载组合(一般锚栓以Nmax受向上拔力为控制组合)。
计算步骤：
在STS中读取数据结果，要选取有代表性的两组柱荷载效应的基本组合，既：轴向力最大、弯矩较大（取全部计算结果）和轴向力最小（有上拔力的取上拔力）、弯矩较大者（一般取地震作用组合）。锚栓计算时，既找出偏心矩e最大的柱内力设计值(M、N) ，e=M/N ，当偏心距e>⎜⎛HLt⎞+⎟（此判别式用于N为压力情况下；当N为上拔力则判别式不同，3⎠⎝6
可见后续例题二。）时, 式右边初步判定时可取e=⎜⎛h+320⎞+25⎟，柱脚锚栓承受拉力，计⎝6⎠
算简图见底板下的混凝土受压应力分布示意图(一)，详细计算过程见下面例题一（计算过程与STS钢结构CAD软件 技术条件相同）。
（一）计算例题一，偏心距e>⎜⎛HLt⎞+⎟情况（N为向下压力） 63⎠⎝
工程概况：某框架柱截面为H600x600x30x30，柱脚处M=852.6KN-m，N=698.1KN，V=262KN，短柱混凝土强度等级C30，顶面面积为1100x1100mm2，钢材Q235B钢，要求对其柱脚进行设计。
① 柱脚底板下混凝土基础的受压应力验算
柱底板尺寸的确定：
根据经验，先假定柱脚强轴一侧的锚栓为5M42，锚栓到底板边缘距离Lt=75mm，到H型钢外边缘距离为95mm（85+10），则底板尺寸为：
H=600+2x(75+95)=940mm,， B=H=940mm。
底板下混凝土最大压应力计算
偏心类型
Hlt947.5M852.6Hl+=+=18.17cm，偏心距e===122.13cm>+t=18.17cm 6363N698.163
可知锚栓承受拉力。
柱脚底板受压区长度Xn的确定
由下式计算：
H⎞26nAea⎛H⎛⎞X+3⎜e−⎟Xn−⎜e+−lt⎟×(H−lt−Xn)=0 2⎠B⎝2⎝⎠3
n
注：式中Ae--受拉侧锚栓的总面积，只考虑H型钢翼缘最外侧的螺栓受拉：
fc—底板下混凝土的轴心抗压强度设计值，C25—11.9，C30—14.3：N/mm2 βl--底板下混凝土局部承压时的强度提高系数，见《混规》，这里取1.0： βc--混凝土强度影响系数，见《混规》
：βe=a ft—锚栓的抗拉强度设计值：Q235—140，Q345—180 N/mm2
lt−由受拉侧底板边缘至受拉锚栓中心的距离:
n—钢材的弹性摸量与混凝土弹性摸量之比：
钢材206x103 N/mm2 C25—2.8，C30—3.0 x104 N/mm2
通过“一元三次方程式求解器”计算得：Xn=29.67 cm
局部承压时的轴心抗压强度设计值的计算（见底板下的混凝土受压应力分布示意图(一)） 底板下混凝土的局部承压净面积
Al=Xn x B=29.67x94=2789 cm2
局部受压的计算底面积为：
Ab=(29.67+2x8)x94=5023.7 cm2
βe===1.342 局部承压的强度设计值：
1.35xβcxβlxfc=1.35x1.342x1.0x1.43=2.59 KN/cm2
底板下混凝土的最大受压应力 σc
σc=2N(e+L/2−lt)(122.13+47−7.5)=2×698.1×=1.056
BXn(L−lt−Xn/3)94×29.67×(94−7.5−)3
σc=10.56 N/mm2
满足要求
注：这里只是讲解该种情况下计算柱底板下混凝土的局部承压方法，实际局部承压的计算主要是取柱的内力组合最大的Nmax控制，详见例题二。
② 受拉侧锚栓的总拉力和锚栓的总面积计算
受拉时H型钢翼缘最外侧的螺栓所受的总拉力为：
HX⎞⎛N⎜e−+n⎟698.1×(122.13−47−29.67)23⎠Ta=⎝==774.74KN X29.67⎛⎞⎛⎞⎜H−lt−n⎟⎜94−7.5−⎟33⎝⎠⎝⎠
最后得到H型钢翼缘最外侧螺栓的总有效面积为：
Ta774.74×103
A===5534mm2 ft140a
e
Aea5534其中一个锚栓有效面积为：Ae===1107mm2 （M42为1121mm2） 55
满足要求
③ 水平抗剪力的校核
柱脚钢板与柱下混凝土短柱基础的摩擦所产生的水平抗剪承载力：
Vfb=μ(N+Ta)=0.4×(698.1+774.74)=589.14KN>V=262KN
设置构造抗剪键
以上这种计算钢柱脚方法是应变协调法，即钢筋混凝土弹性梁比拟法。这种方法属于满足平衡条件和强度条件的弹性设计方法，理论上讲应该比较精确。
一些钢结构设计手册中介绍的方法公式如下：（见《钢结构构件设计计算示例》597页）
这种方法是简化方法，计算结果比较保守，且不符合竖向力平衡条件。用于计算锚栓M60以下的，可以不用解一元三次方程式。
再用此方法计算下例题一
qmax
min7.13N/mm2698.1×1036×852.6×1062=±=±=
qmax
qmax+qmin×L=7.13×940=544mm 7.13+5.19x=e=M852.6==1221.3mm N698.1
Lx⎞940544⎞⎛⎛N⎜e−+⎟698.1×103×⎜1221.3−+⎟2323⎝⎠=1360mm2 ⎝⎠=Ae=x⎞544⎞⎛⎛nf⎜L−s−⎟×fta5×⎜940−75−⎟×14033⎝⎠⎝⎠
5M48 （1M48 1437mm2）
计算结果锚栓直径比弹性设计方法（精确算法）大。
④ 柱脚底板的厚度确定
柱脚底板厚度按下式计算：（下图中数据参考STS钢结构CAD软件技术条件96页） 6M1≥tpb
f f – 底板 Q325 20~40 取 205 N/mm2 Q345 20~35 取 295 N/mm2
35~50 取 265 N/mm2
计算柱脚底板厚度取柱的内力组合最大的Nmax来确定底板应力。（见《钢结构构件设计计算示例》597页）
（二）计算例题二，偏心距e>L/2-Lt情况（N为上拔力）
在我们应用“STS生成→框架⑺画三维框架节点施工图→11柱脚节点”程序自动形成的柱脚节点图，如果不满意，想人工完成柱脚的设计，最麻烦的是找钢柱脚的最不利荷载组合。目前STS输出的柱脚内力给出的是：柱与支撑的合力。这种内力，只有在支撑与柱脚平接时才有效（柱与支撑都放在短柱柱头上）。而我们一般都把支撑设置在柱脚向上300~500mm处与柱连接或让支撑与柱脚混凝土短柱相连的基础梁连接，如何能得到该情形不包括支撑的柱脚内力？有什么更快捷径找到想要的柱脚节点设计的控制组合呢？
在Satwe程序中，对带中心支撑柱，我们可以通过另建一个计算模型，就是在原有模型的最底层再增加一个很矮的（500~1000mm高）标准层，删除中心支撑和梁，形成一短柱层（整层柱均为短柱可认为非短柱），得到柱脚控制内力设计值。操作见下面程序中的数据及图形。
STS钢柱脚计算结果分析过程
------------------------------------------------------------------------------------ 工字型固接柱脚 连接类型: 外露式柱脚无锚栓支承托座
柱编号 = 14
采用钢截面: HW400X400X13X21 柱脚混凝土标号: C30 柱脚底板钢号: Q235
柱脚底板尺寸 B x H x T = 640 x 900 x 32 锚栓钢号: Q235 锚栓直径 D = 39
锚栓垫板尺寸 B x T = 85 x 22 翼缘侧锚栓数量 = 3 腹板侧锚栓数量 = 3
柱底混凝土承压计算：
控制内力: N=1209.19 kN，Mx=144.37 kN*m，My=-17.78 kN*m （控制组合号：31） （注：控制组合为地震作用组合，考虑承载力抗震调整）注解：柱脚内力x0.75结果 柱脚混凝土最大压应力σc：4.06 N/mm2
柱脚混凝土轴心抗压强度设计值fc：14.30 N/mm2 σc=4.06
注解：控制组合号31，为取地震和非地震下的Nmax组合[1.2x(恒+0.5活3)+1.3地]。 当e≤L/6时，σc=
6×Mx6×MyN++≤fc L×BWxWy
2N
≤fc 3B×(−e)
2
当L/6
144.37×106900e==119mm
1209.19×106
1209.19×1036×144.37×1066×17.78×106
++=4.06N/mm2
900×640640×900900×640
锚栓抗拉承载力校核：
控制内力: N= -184.97 kN，Mx=-140.93 kN*m，My=-16.67 kN*m （控制组合号：40） （注：控制组合为地震作用组合，考虑承载力抗震调整）注解：柱脚内力x0.75结果 单个锚栓所受最大拉力 Nt：134.60 kN
单个锚栓抗拉承载力设计值 Ntb：136.61 kN Nt=134.60
注解：控制组合号40，取Mmax组合。把地震和非地震组合Mmax进行对比，如果他们的Mmax值相差不大，最好取地震组合[1.0x(恒+0.5活1)+1.3地]。因为后续要验算〈抗规〉8.2.8-6式要用地震组合。只需要验算混凝土压坏。一般都为上拔力组合控制。
注意：只有在e>(
LLt
+)时，锚栓才受拉，需要计算，否则构造配置。如锚栓不受63
拉，在验算柱脚的极限抗弯承载力时，不需要验算锚栓破坏，只需要验算混凝土压坏。
并注意：STS地脚计算采用的是精确计算方法，应变协调法，也称钢筋混凝土弹性梁比拟法。这种方法属于满足平衡条件和强度条件的弹性设计方法，需要求解一元三次方程
H⎛
式（X+3⎜e−
2⎝
3
n⎞26nAe⎟Xn−
B⎠
a
H⎛⎞
，来确定N竖向力为压e+−Lt⎟×(H−Lt−Xn)=0）⎜
2⎝⎠
力时的Xn值,其计算方法可参见〈STS技术条件〉第94页(书中仅给出了N竖向力为压力的锚栓受力分析)。
本例题中, 控制内力: N= -184.97 kN这个组合是上拔力.
,作者:邵晓晖.2013.1期 （注：受上拔力的锚栓，还有另一中计算方法，见《山西建筑》2012年5期 柱脚锚栓计算方法 邓柏林）
① 当e满足0≤e≤L/2-Lt 时,
σc=0。
N×(e+T=
L
−Lt) 当e=L/2-Lt时，T=N 。 L−2×Lt
② 当e满足e>L/2-Lt 时,此时锚栓受力分析类同N向下压力情况计算。 注解：计算过程如下
LXL
N×(e+−n+Lt)
σc= T=
XX
B×Xn×(L−Lt−n)(L−Lt−n)
33
2×N×(e−
L⎞26nAe⎛
X−3⎜e+⎟Xn+
2B⎝⎠
3
n
a
L⎛⎞e−+Lt⎟×(L−Lt−Xn)=0 ⎜
2⎝⎠
M140.93×106900
==>−80=370mm 锚栓受拉 e=mm762N184.97×1032
2.06×105
×3×9766×490090032Xn−3×(762+×(762−+80)×(900−80−Xn)=0×Xn+
26402
32
Xn−3636Xn−73888Xn+60588160=0 解得: Xn=121mm
184.97×(762+Ta=
900121
−
=278KN 900−80−
3
单个锚栓所受最大拉力 Nt：92.66 KN 考虑0.75的安全储备：Nt：123.54
Ta123.54×103
=882mm2 1M39 Ae=a=(976mm2)
140ft
柱底板厚度校核(按混凝土承压最大压应力计算)：
区格1，翼缘外侧两边支撑板，计算底板弯矩：18144.71 N*mm
区格2，翼缘侧加劲肋中间区隔三边支撑板，计算底板弯矩：32321.78 N*mm 区格3，腹板侧加劲肋区隔三边支撑板，计算底板弯矩：0.00 N*mm 区格4，柱底板角部两边支撑板，计算底板弯矩: 21124.19 N*mm 底板厚度计算控制区格：区格2
底板反力计算最小底板厚度: Tmin1 = 32 mm
锚栓拉力(邻边支撑)计算最小底板厚度: Tmin2 = 3 mm 锚栓拉力(三边支撑)计算最小底板厚度: Tmin3 = 2 mm 柱底板构造最小厚度 Tmin = 22 mm
(最后控制厚度应取以上几者的较大值并规格化后的厚度!) 柱脚底板厚度 T = 32 mm 底板厚度满足要求。
注解：混凝土承压最大压应力：4.06 N/mm2 按三边支承板计算：
a2=286mm b2=250mm b2/a2=0.87 查表得：α=0.103
M=α×σc×a2=0.103×4.06×2862=34205 (N⋅mm)/mm
按两边支承板计算：
a2==297mmtanθ=
b2/a2=0.45 查表得：α=
0.052
2500
θ=57.38160
b2=160×sin57.380=135mm
t=
=31.6mm (N⋅
mm)/mm
=31.6mm
t=
柱脚抗剪键校核： 注解：出现上拔力工况的柱脚必须设置抗剪键
已设抗剪键尺寸：I32b 抗剪键埋入深度(mm): 100
抗剪键判断对应的内力组合号：40 抗剪键设计对应的内力(考虑摩擦)： Vx = 17.22 kN ; Vy = 323.32 kN
注解：Vfb=μ×(N+Ta)=0.4×(−184.97+278)=37KN
柱脚最大轴力和轴向屈服承载力的比值:N/Ny = 0.34 柱脚绕x轴极限受弯承载力Mu: 877.19 kN*m
柱脚绕x轴考虑轴力影响的塑性受弯承载力Mpc: 585.67 kN*m 柱脚绕x轴极限受弯承载力验算满足 Mu>=1.1*Mpc 柱脚绕y轴极限受弯承载力Mu: 603.97 kN*m
柱脚绕y轴考虑轴力影响的塑性受弯承载力Mpc: 354.63 kN*m
柱脚绕y轴极限受弯承载力验算满足 Mu>=1.1*Mpc 注解：
这里: Ny=An⋅f 见9.2.3条 f 取抗弯强度设计值，
fy 取屈服强度 Q235 16~40 取225 N/mm2 ；40~60 取215N/mm2
Q345 16~35 取325 N/mm2 ；35~50 取295N/mm2
MP=Wp⋅f 这里f取抗弯强度设计值。
H强轴：WP=B⋅t⋅(H−t)+
1
×(H−2×t)2×tw 4
N1209.19×103
==0.34 ，承载力抗震调整系数γRE=0.75) N/Ny = 0.34>0.13 (
1Ny218.69×102×215×0.751
Wp=400×21×(400−21)+×(400−2×21)2×13=3600133mm3
4Mpc=1.15×(1−0.34)×3600133×215=587.49KM⋅m (f取值以腹板为主)
H弱轴：Wp=
11
×B2×t+×(H−2⋅t)⋅tw2 24
N(400−2×21)×134654
=0.34>==0.21 22Ny218.69×10218.69×10
11
Wp=×4002×21+×(400−2×21)×132=1695126mm3
24
⎡⎤
3
⎢⎥1209.19×10−4654×225=(1−⎢⎥)×1695126×215=364.1KM⋅m ⎢218.69×102×215×−4654×225⎥
0.75⎣⎦
Xn121)=368×3×976×(900−)=926.3KN⋅m 33
2
Mpc
H强轴：Mu1=fy×Ae×(L−
(这里的fy 应该取
fta锚栓的抗拉强度，参见《建筑结构》2013年5期，柱脚锚栓的抗拉设计 吴桂芳)
a
b
b
注：根据3.4条条文说明177页表3，ft=0.38×fu 取 fu=
140
=368N/mm2 0.38
121
=1306.72KN⋅m 2X121
H弱轴：Mu1=fy×Ae×(B−n=368×3×976×(640−=646.14KN⋅m
33121
Mu2=20.1×900×121×(640−=1268.46KN⋅m
2Mu2=20.1×640×121×(900−
十二、建筑形体及其构件布置的平面、竖向规则性规定
不规则：超过表二中一项及以上的不规则指标。
特别不规则：超过表二中3个或3个以上的不规则指标；具有表三中一项的不规则指标；具有超过表二中所列两个方面的基本的不规则且其中有一项接近表三的不规则指标。
表二、同时具有下列三项及以上不规则的高层建筑工程(不论高度是否大于表一) 序号
1a 1b 2a 2b 3 4a 4b 5 6 7
不规则 类型
简要涵义
备注
注:深凹进平面在凹口设置连梁，其两侧的变形不同时仍视为凹凸不规则，不按楼板不连续中的开洞对待；
序号a、b不重复计算不规则项；
局部的不规则，视其位置、数量等对整个结构影响的大小判断是否计入不规则的一项。 表中1b ，见《高钢规》3.2.2条条文说明：计算偏心率时，不包括附加偏心矩。也就是说：偏心率的计算可以不点偶然偏心。
表三、具有下列某一项不规则的高层建筑工程(不论高度是否大于表一)
序号 不规则类型
1 2 3 4 5 6
扭转偏大 抗扭刚度弱 层刚度偏小 高位转换 厚板转换 塔楼偏置
简要涵义
7~9度设防的厚板转换结构
7 复杂连接 连体两端塔楼高度、体型或者沿大底盘某个主轴方向的振动周期显著不
8 多重复杂 结构同时具有转换层、加强层、错层、连体和多塔等复杂类型的3种 注：仅前后错层或左右错层属于表二中的一项不规则，多数楼层同时前后、左右错层属于本表的复杂连接；