钢-混凝土组合结构设计规程课件

1、钢-混凝土组合结构设计规程DL/T 50851999一 范围 本工程规定了钢管混凝土结构，外包钢混凝土结构及钢-混凝土组合梁的设计计算方法和构造要求，适用于新建、扩建或改建的火力发电厂建（构）筑物的钢-混凝土组合结构设计。一般工业与民用建（构）筑物的钢-混凝土组合结构的设计可参照执行。二 基本规定1、钢-混凝土组合结构设计，必须贯彻执行国家技术经济政策，充分考虑工程情况、材料供应、构件运输、安装和施工的具体条件，合理选用结构方案，做到安全，经济适用。提高综合效益，同时就符合防火要求，注意结构的抗腐蚀性能。2、采用钢管混凝土结构和外包钢混凝土结构时，宜将其用作最充分发挥其受力特性的构件。3、当楼

2、层采用钢梁、混凝土楼板时，宜按组合梁结构设计。4、钢管混凝土结构，外包钢混凝土结构的抗震等级可按GBJ10-89、GZJ11-89、GB50260-1996和DL5022-93结构抗震等级划分的规定确定其抗震等级。5、结构构件应根据承载力极限状态和正常使用极限状态的要求，进行下列计算和验算： A、承载力及稳定：所有结构构件均应进行承载力（包括压屈失稳） 计算，必要时尚应进行结构的倾覆和滑移验算。 B、变形：对使用上需控制变形的结构构件，应进行变形验算。 C、抗裂及裂缝宽度：对使用上要求不出现裂缝的构件，应进行混凝 土拉应力验算，对使用上允许出现裂缝的构件，应进行裂缝宽度 验算。6、结构构件的承

3、载力（包括压屈失稳）计算和倾覆、滑移验算均应采用荷载设计值。变形、抗裂及裂缝宽度验算，均应采用相应的荷载代表值。预制构件尚应按制作、运输及安装的荷载设计值进行施工阶段的验算，预制构件自身 吊装的验算，应将构件自重乘以动力系数1.50。7、结构施工中，当需要屈服强度不同的钢材代替原设计中的主要钢材时，应按照钢材的实际强度进行验算。钢管混凝土结构（一）、一般规定： 1、本章规定仅适用于圆钢管内填充混凝土的钢管混凝土结构。 2、钢管的外直径不宜小于100mm，钢管的壁厚不宜小于4mm。钢管的外直径与壁厚之比宜在20d/t100范围内选用，即常用的截面含钢率as=0.040.20。 3、钢管混凝土宜用

4、作轴心受压或作用力偏心较小的受压构件，当作用力偏心较大采用单根构件不够经济合理时，宜采用格构式构件。 4、厂房柱和架构柱常用截面形式有单肢、双肢、三肢和四肢等四种，设计时应根据厂房规模、结构形式、荷载情况和使用要求确定。主厂房的框（排）架柱，宜采用格构式柱。 5、在抗震设计时，对采用钢筋混凝土横梁的框架，其结构抗震等级可按照钢筋混凝土结构的划分。钢管混凝土的抗震计算参数，在无明确规定时，可按钢筋混凝土结构取值。（二）、材料 1、钢管用钢材可采用Q235、Q345和Q390，其质量要求应符合现行国家标 准。用于加工钢管的钢板板材应具有冷弯试验的合格保证。 2、钢管宜采用螺旋焊接管或直缝焊接这。焊

5、缝必须采用对接焊缝并符合二 级质量检验标准。 3、混凝土宜采用普通混凝土，水灰比应控制在0.45及以下。混凝土的坍落 度，加减水剂后，宜保持在160mm左右。 4、混凝土的强度等级不宜低于C30级，可参照下列材料组合：Q235钢配C30 或C40混凝土；Q345钢配C40、C50或C60混凝土；Q390钢配C50或C60级以 上的混凝土，同时构件的套箍系数标准值（=Asfy/Acfck） 0.5。 6、对钢管混凝土轴压和e/r00.3的偏压构件，其承受永久荷载引起的轴心力占全部轴心力30%及以上时，应将组合强度设计值乘以混凝土徐变影响折减系数KC（见表6.2.6）。 构件的长细比应按下式计算：

6、 =4L0/d （6.2.6） 式中：L0构件的计算长度； d钢管的外直径。7、钢管混凝土组合抗剪强度设计值fscv 应按下式计算： fscv =（0.385+0.25 as1.5 ）00.125fsc （6.2.7） fscv值可由表6.2.7中给出。 采用第二、三组钢材的fscv值应按表6.2.7对应乘换算系数K1后确定。8、钢管混凝土组合轴压弹性模量Esc（第一组钢材）见表6.2.8。当采用第二、三组钢材时，表列值应乘换算系数K1。9、钢管混凝土组合抗弯弹性模量应按下式计算： Escm =K2 Esc （6.2.9） 式中：K2换算系数值，见表6.2.9。10、钢管混凝土组合剪变模量应按

7、下式计算： Gsc = K3 Esc （6.2.10）式中：K3换算系数值，见表6.2.10。（三）、构件承载力计算1、单肢钢管混凝土轴心受力构件的承载力应按下式计算： a 当轴心受压时： N fsc Asc （6.3.1-1） 式中：轴心受压稳定系数，见表6.3.1； Asc 钢管混凝土的截面面积。 b 当轴心受拉时： N 1.1f As （6.3.1-2）3、格构式钢管混凝土轴心受压构件除按公式（6.3.1）验算整体稳定承载力外，尚应验算单柱肢稳定承载力。当符合下列条件时，可不验算柱肢稳定承载力。 平腹杆格构式构件： 1 40及1 0.5 max ; 斜腹杆格构式构件： 1 0.7 max

8、 ; 其中max 是构件在x-x和y-y方向换算长细比的较大值。4、格构式钢管混凝土轴心受压构件所受剪力可按下式计算： N Asc fsc /85 （6.3.4） 式中： Asc 柱肢截面面积。5、单肢钢管混凝土构件承受压、弯、剪及共同作用时，构件承载力就按下列强度公式计算。（详见第21页）6、钢管混凝土拉弯构件的承载力应按下式计算： （详见第22页）7、格构式钢管混凝土构件承受压、弯、剪及共同作用时，应按正式验算平面内的整体稳定承载力。 （详见第21页） 对斜腹杆格构式柱的单肢，可按桁架的弦杆计算。对平腹杆格构式柱的单肢，尚应考虑由剪力引起的局部弯矩影响，按偏压构件计算。 腹杆所受剪力应取实

9、际剪力和按式（6.3.4）计算剪力中的较大值。（四）、结构和构造1、发电厂主厂房框（排）架结构体系的计算简图，作用效应分析、组合和基本计算规定，按DL5022-93各DL/T5095-1999的有关规定执行。2、对框架柱和排架阶形柱的计算长度应按GBJ17-88有有关规定确定。3、采用先安装空钢管结构后浇灌管内混凝土的施工钢管混凝土结构时，应按施工阶段的荷载验算空钢管结构的强度和稳定性； 在浇灌混凝土时，由施工阶段荷载引起的钢管初始最大压应力不宜超过0.6f。4、钢管混凝土构件的长细比不宜超过表6.4.4的限值。5、当钢管混凝土用作地震区的多层和高层、超高层框架结构柱时，0.90，构件的长细比

10、不宜大于表6.4.5的限值。6、多层和高层框架结构在风荷载作用下的顶点水平位移和层间相对位移的限值要求，应符合GBJ17-88的有关规定。 在地震作用下，结构的抗震变形验算，应按GBJ11-89和GB50260-1996的有关规定进行。7、对框（排）架结构进行作用效应分析时，可按下式计算柱的抗侧移刚度。 B = Escm Isco (6.4.7-1) Isco = （0.66+0.94as)Isc (6.4.7-2) 式中： Isco 柱截面有效惯性矩； Isc 柱截面惯性矩； 柱刚度折减系数，当为单肢柱时， =1，当为格构式柱 时， 值分别按6.4.8或6.4.9的规定计算。8、当斜腹杆格构

11、式柱用于框（排）架柱时，其刚度折减系数可按下式计算： = (6.4.8-1) 对双肢柱或四肢柱，m=4.23C1/n2 (6.4.8-2) 式中：L柱肢中心距； l1柱肢净间距； Iw一根腹杆截面惯性矩 Isc一根柱肢截面惯性矩； Asc一根柱肢截面面积。10、承受偏心压力的格构式柱宜采用斜腹杆形式；当柱肢间距较小或有使用要求时，可采用平腹杆形式。格构式柱的构造要求应符合下列规定： (1 )、 斜腹杆格构式柱： a)、斜腹杆与柱肢轴线间夹角宜为4060； b)、杆件轴线宜交于节点中心；或腹杆轴线交点与柱肢轴线距离不宜大于 d/4，当大于d/4时，应考虑其偏心影响。 c)、腹杆端部净距不小于50

12、mm(见图6.4.10)。 （2）、平腹杆格构式柱： a)、腹杆中心距离不大于柱肢中心距的4倍； b)、腹杆空钢管面积不小于一个柱肢钢管面积的1/4； c)、腹杆的长细比不大于单个柱肢长细比的1/2。 （3）、 腹杆采用空钢管。 （4）、 腹杆和柱肢应直接焊接，柱肢上不得开孔。柱肢与腹杆连接的其他构造要求，焊缝计算及柱肢在连接处的抗拉承载力计算(抗压承载力可不计算)应按GBJ1788的有关规定进行。 11 、 对三肢和四肢格构式柱，应沿柱高方向设置横膈。横膈间距不应大于柱截面长边的9倍或8m。 在受有较大水平力处和运输单元的端部应设置横膈，每个运输单元不应少于两个。横膈构造见图6.4.11。1

13、2 、单肢框架柱的顶层柱及排架阶形柱的上柱可采用与钢板焊接的组合截面形式，见图6.4.12。13 、 在桁(网)架中，受压弦杆可选用钢管混凝土杆件，其他杆件可采用空钢管。杆件之间可直接焊接或用节点板(球)连接。14、 在钢管混凝土的管壁上可加焊支吊架等配件。当在管壁上支承重量较大的支、吊架时，宜采用加强环形式，并按公式(6.5.7-1)验算管壁强度。6.5.4 设有吊车的厂房阶形柱的变截面处构造见图6.5.4。承受吊车梁支座压力的肩梁不宜插入柱肢上端，可与钢管以角焊缝连接，靠角焊缝传递压力，应按下式计算： N0.7hjfjvLj (6.5.4)式中：hj角焊缝高度； Lj角焊缝总计算长度； f

14、jv角焊缝抗剪强度设计值。6.5.5 柱顶直接承受压力的钢管混凝土柱，柱顶板宜加厚，厚度不宜小于16mm，并应设置肩梁板和加劲肋，顶板应留有50的压浆孔，作为压浆之用(见图6.5.5-1、图6.5.5-2)。 柱顶荷载宜作用于截面形心处。 肩梁、膈板焊缝应按公式(6.5.4)计算。6.5. 6 刚性节点加强环板的平面类型一般有4种，见图6.5.6-1。 N=M/h+Nb (6.5.6-1) M=Mc-Vd/30.7Mc (6.5.6-2)式中：M梁端弯矩设计值； Nb梁轴向力对一个环板产生的拉力； h梁端截面高度； Mc柱轴线处的梁支座弯矩设计值； V对应于Mc柱轴线处梁端剪力； d柱肢直径。

15、 1 加强环板宽度bs和7厚度t1的计算 1)连接预制混凝土梁的上环板宽度bs宜比梁宽小2040mm；下环板宽宜比梁宽大2040mm；连接钢梁或现浇混凝土梁的环板宽度bs宜与梁翼缘或梁宽等宽。 2)连接混凝土梁的环板厚度t1，可按下式计算，并应验算焊缝强度： (6.5.6-3) 式中：Ar梁端全部负弯矩钢筋面积； fr梁端负弯矩钢筋抗拉强度设计值； f1加强环板钢材抗拉强度设计值。 连接钢梁的环板厚度t1，应按梁翼缘板的轴心拉力确定。2 加强环板控制截面宽度b的计算 1)型和型加强环板，可按下式计算式中：拉力N作用方向与计算截面的夹角； be柱肢管壁参加加强环工作的有效宽度(见图6.5.6-2

16、)； t柱肢管壁厚度； f柱肢钢材强度设计值。 2)型和型加强环板，可按下式计算：式中：加强环同时受垂直双向拉力的比值，当加强环为单向受拉时，=0； Nx，maxx方向由最不利效应组合产生的最大拉力； Nyy方向与Nx，max同时作用的拉力。3 加强环板的构造要求如下： 1)0.25bs/d0.75； 2)0.1b/d0.35，b/t110。 4 对于发电厂主厂房框架柱，节点部分柱段应满足25d/t50的条件。 节点部分柱段长度为由上下加强环板算起各不小于柱肢的直径。6.5.7 在梁柱节点中，钢梁腹板或钢牛腿肋板处的管壁剪应力(见图6.5.7)应按下式进行验算。 bj=tw+2hj 式中：Vm

17、ax梁端腹板或一个牛腿肋板承受的最大剪力； hj角焊缝长度； rc钢管内半径； bj角焊缝包入的宽度； tw腹(肋)板厚度。6.5.8 位于地震区的框架节点设计，宜符合下列要求： 1 宜采用钢梁加强环节点； 2 采用混凝土梁节点时，梁端设计应符合GBJ1189和GBJ1089的有关要求。 3 宜采用型或型加强环板。 4 加强环板承载力应满足抗震加强系数要求，其抗震加强系数K6可按以下规定确定： 一级抗震等级：K6=1.20； 二、三级抗震等级：K6=1.10。 5 、节点加工应符合下列规定： 1)加强环板的加工应保证外形曲线光滑，无裂纹、刻痕； 2)节点管段与柱管间的水平焊缝应与母材等强； 3

18、)加强环板与钢梁翼缘的对接焊接，应采用剖口焊。6 可能产生塑性铰的最大应力区内，应避免布置焊接焊缝。6.5.9 、柱与基础的连接 柱与基础的连接分为铰接和固接两种： 1 铰接柱脚设计同钢结构。 2 固接柱脚分插入杯口式和锚固式两种。1)宜采用插入杯口式柱脚，基础杯口的设计同钢筋混凝土。柱肢插入深度h应符合如下规定：当钢管外径 d400mm时，h取(23)d； d1000mm时，h取(12)d； 400mmd1000mm时，h取中间值。 当柱肢出现拉力时，应按下式验算混凝土的抗剪强度(见图6.5.9-1)：Ndhft (6.5.9)式中：ft混凝土抗拉强度设计值； d柱脚端部加焊的带圆孔的圆板外

19、径，见图6.5.9-2；7.2 材 料7.2.1 混凝土的强度等级，对实腹式梁柱不宜低于C30；对空腹式梁柱不宜低于C40。7.2.2 外包角钢用的钢材可采用Q235、Q345和Q390钢。7.2.3 受力钢筋可采用级、级钢筋；箍筋可采用级钢筋。7.2.4 混凝土、钢材和钢筋的力学性能指标应分别按混凝土结构设计规范GBJ1089和钢结构设计规范GBJ1788确定。其质量应分别符合混凝土强度检验评定标准GBJ10787、碳素结构钢GB70088和低合金结构钢GB1591的技术要求。7.3 计 算 原 则7.3.1 外包钢混凝土实腹式梁柱，可按GBJ1089的有关规定计算。7.3.2 外包钢混凝土

20、空腹式梁柱结构的计算，可简化成纵向、横向平面结构体系。纵向结构的计算与实腹式梁柱相同。主厂房横向结构计算简图见图7.3.2，计算原则如下： 1 平腹杆双肢柱可按单跨多层框架计算； 2 桁架梁应考虑节点的约束，应按框架算； 3 平腹杆双肢柱吊车梁以上部分的附加钢斜撑，可不计腹杆的作用，简化成三角形拉压杆计算； 4 直接承受吊车荷载的辅助杆件，可根据平腹杆双肢柱的实际连接构造按铰接或刚接计算。7.3.3 空腹式梁柱可采用简支连接。为减少结构的水平位移，可在施工安装后沿桁架梁支座处增加斜杆，以形成“先铰接后固接”结构，见图7.3.3，图中为水平位移。7.3.4 空腹式梁柱应具有足够的抗侧移刚度，以保

21、证结构的安全和正常使用。 在风荷载作用下柱顶端相对位移(/H)不宜大于1/550；层间相对位移(h)不宜大于1/450。此处/H为柱顶端位移与柱高度(从基础顶面至柱顶端) 之比；h为层间位移与层间高度之比。 在地震作用下，应按GBJ1189和GBJ1089的有关规定进行抗震变形验算。7.3.5 空腹式梁柱横向结构按7.3.2规定的计算简图计算时，尚应采用以下计算假定： 1 考虑杆件轴向变形对结构的影响； 2 平腹杆双肢柱应考虑节点刚性域的影响，其刚性域长度可按下列公式确定(见图7.3.5)： 对于柱肢：lchb/2hc/4 (7.3.5-1) 对于腹杆：lbhc/2hb/4 (7.3.5-2)

22、 2 、桁架梁受压杆件的计算长度(L0)可按下列规定确定：上弦杆： 桁架平面内，L0L； 桁架平面外，可按平面外实际支撑点之间的距离确定。 腹杆： 桁架平面内，L00.8L； 桁架平面外，L0L。式中：L按杆件轴线交点间距离取用的上弦或腹杆长度。7.4.3 外包钢混凝土梁端角钢的锚固采用刚性锚件(见图7.4.3)，可按下列公式验算：V1.6fcbanhan (7.4.3-1) V0fAs (7.4.3-2)式中：V锚固件承受的剪力设计值，即梁外包钢承受的拉力； ban、han锚件1的宽度和高度，锚件2的边长，取ban、han的较大值； fc混凝土的抗压强度设计值； 0超强系数，地震设防烈度为八

23、度及以上时，取01.25，七度及以下时，取01.10； As、f梁端角钢的截面面积和强度设计值。锚固件的厚度及连接焊缝应保证梁端角钢能充分发挥作用。 7.4.4 外包钢混凝土梁的下部角钢承受集中吊重时，附加箍筋的总面积可按下式计算：附加箍筋Asv分布的长度范围(见图7.4.4)可按下式计算： 式中：F梁下部的吊重设计值； fr、f附加箍筋及角钢的抗拉强度设计值； Asv一个截面内附加箍筋的截面面积； Ws一个截面内下部角钢的截面塑性抵抗矩，取下部角钢截面水平轴线的最小弹性抵抗矩的1.50倍。7.4.5 外包钢混凝土双肢柱节点核心区的截面抗震验算与钢筋混凝土框架边节点基本相同，可按有关规定设计。

24、 当双肢柱的腹杆与柱肢采用拼装式接头时，连接板的强度可按下式计算：式中：y连接板的折算应力； 、连接板在设计荷载作用下的正应力和剪应力； f连接板的强度设计值。7.5 外包钢承重骨架7.5.1 外包钢承重骨架系由外包钢骨架和斜杆或交叉支撑组成，是为配合全现浇施工方法所采取的一种结构措施，用以直接悬挂模板，承受施工阶段的荷载。7.5.2 在箍筋式外包钢骨架中适当增加斜杆形成的骨架(梁或柱)，构造简单，刚度大，受力性能好，设计中宜优先采用(见图7.5.2） 7.5.3 外包钢承重骨架的设计应分两个阶段进行： 1 施工阶段。骨架按钢结构设计。承受的荷载包括骨架自重、模板重、尚未硬化的混凝土重、施工活

25、荷载及风荷载。 2 使用阶段。硬化的混凝土和骨架共同工作，承受全部使用荷载，应按外包钢混凝土结构设计。 7.5.4 外包钢承重骨架主材截面的确定取决于使用阶段结构设计的需要。当施工阶段的验算需增加主材截面时，应取得施工单位的配合和支持，采取临时措施控制骨架梁、柱的跨度和计算高度，不因施工而增加主材的截面。7.5.5 利用外包钢承重骨架进行全现浇施工的框架，宜采用梁柱骨架分层安装、分层现浇的施工方案。7.5.6 外包钢承重骨架的内力应根据不同的节点构造进行分析。铰接时，柱骨架可按格构式柱计算，梁骨架的上下弦有轴向力，并按简支桁架计算。刚接时，按框架计算。7.5.7 施工阶段的荷载取值可按下列规定

26、确定： 1 结构自重按实际计算；2 模板荷载的标准值取0.5kN/m2； 3 混凝土重量按实际计算； 4 施工活荷载的标准值取1.5kN/m2； 5 风荷载按GBJ987规定取值； 6 计算活荷载时，主梁及柱的折减系数可取0.7。7.5.8 骨架梁的设计步骤和方法如下： 1 骨架型式按7.5.2的规定确定。 2 骨架上、下弦节点的荷载分配是： 1)所有施工阶段的荷载均通过悬吊点作用于骨架上、下弦节点上； 2)同一吊点位置作用于上、下弦节点的荷载分别为每个节点总荷载(F)的的2/3与1/3(见图7.5.8-1)。3 骨架梁的内力分析可采用等代桁架法计算。桁架的节间由一根斜杆覆盖的区间组成，它的等

27、效模型如图7.5.8-2中所示。 4 承载力的验算应按GBJ1788进行。验算上、下弦的承载力时，应按7.5.6的规定，计入因水平荷载而产生的轴向力。 5 变形计算 1)骨架梁的变形包括弯曲变形和剪切变形，可采用拟梁法计算其挠度() (7.5.8-2) BmqBm0 (7.5.8-3)式中：L骨架梁的跨度； q作用于骨架梁单位长度内的均布荷载； 刚度折减系数，取0.65； F集中荷载； n集中荷载数； Bm考虑腹杆剪切变形时，骨架梁的抗弯刚度； Bm0当量抗弯刚度； E、As上、下弦角钢的弹性模量及截面面积； H0上、下弦角钢形心间距； q腹杆剪切变形时，骨架梁抗弯刚度的折减系数； Bq由斜杆

28、和竖杆组成的当量抗剪刚度； Aw斜杆截面面积； 斜杆与下弦杆的夹角。 2)骨架梁的允许挠度为 1L/400。7.5.9 主、次骨架梁节点施工阶段的验算 1 主、次骨架梁节点的作用力如图7.5.9中所示。 2 连接板截面及其与次梁上弦角钢间的焊缝应与次梁上弦角钢等强度设计。 3 连接板与主梁上弦角钢之间应焊接连接。7.5.10 骨架梁中受力腹杆的计算长度可考虑纵向腰筋与之绑扎或焊接的支点作用。压杆长细比不宜大于250，拉杆长细比不宜大于400。7.6 构 造 要 求7.6.1 外包钢混凝土厂房结构的伸缩缝间距可按钢筋混凝土结构的有关规定采用。7.6.2 外包钢混凝土结构的截面尺寸宜标准化，空腹式

29、梁柱标准杆件的截面尺寸可采用400mm400mm、400mm600mm、600mm600mm三种规格，以便于工厂化生产。7.6.3 构件角钢的外表面可与混凝土表面取平，箍筋的混凝土保护层厚度不宜小于12mm(见图7.6.3)，受力钢筋的保护层厚度不宜小于其直径。7.6.4 箍筋直径，当截面高度小于或等于600mm时，不宜小于8mm；当截面高度大于600mm时，不宜小于10mm。 箍筋间距，对于空腹式梁柱杆件，不宜大于150mm，抗震设防时，不宜大于100mm。对于实腹式梁柱，不宜大于200mm，其构造要求应按GBJ1089的有关规定。7.6.5 外包钢承重骨架中斜杆的直径不宜小于16mm。7.

30、6.6 纵向角钢的厚度不应小于8mm。梁柱的纵向配筋构造要求应按GBJ1089的有关规定。7.6.7 箍筋与角钢当采用专用焊机焊接时，箍筋两头必须经专用墩头机墩头。7.6.8 当采用手工焊接骨架时，经过墩头的箍筋，应将墩头满焊，未经墩头的箍筋，应采用双面焊，焊接长度不应小于3倍箍筋直径。 当角钢肢厚小于12mm、箍筋又未经墩头时，可采用垫焊等措施，以满足箍筋最小保护层厚度的要求。7.6.9 在外包钢构件上焊接钢牛腿或支架时，应在侧面的角钢上加设连接板，其宽度不宜小于80mm，厚度不宜小于6mm，连接焊缝应与连接钢板等强度(见图7.6. 9)。7.6.10 外包钢混凝土实腹式梁柱的抗震构造要求，

31、应按GBJ1089的有关规定设计。梁柱接头的抗震措施如下： 1 框架横梁宜设置在柱的角钢之间，柱角钢内侧距横梁近边不宜小于20mm(见图7.6.10)。 2 当框架采用装配整体式方案时，预制横梁上部应设叠浇层，保证横梁、楼板与柱的整体性。 3 当抗震设防烈度为八度及以上时，梁柱节点除梁端按7.4.3设置刚性锚固件外，尚应沿柱边梁底设附加锚固件，并通过拉筋或拉板将水平力传递给柱两侧的角钢(见图7.6.10)。7.6.11 考虑地震作用组合时，框架柱的轴压比限值应按DL502293中9.4.2.6的规定确定。 柱肢中全部角钢的最小配筋率不宜小于1.5%。7.6.12 外包钢混凝土双肢柱的柱肢与腹杆

32、采用拼装接头时，抗震构造应符合下列规定(见图7.6.12) 1 连接板的设计应满足抗震加强系数的要求，其抗震加强系数(K7)可按下式计算： K7=K2 /K1 (7.6.12) 式中：K1腹杆抗弯强度控制截面的极限弯矩与外荷载产生的弯矩之比； K2连接板隙缝位置极限弯矩与外荷载产生的弯矩之比。 当抗震设防烈度为七度及以下时，取K71.10，当抗震设防烈度为八度及以上时，取K71.20。 2 连接板应刨光，避免局部缺陷及损伤。7.6.13 外包钢承重骨架中斜杆的倾角宜为4060。7.6.14 外包钢骨架内每隔2500mm左右应沿横截面加焊剪刀撑，以防止运输时产生较大变形。剪刀撑可采用2032mm

33、的钢筋。7.6.15 柱骨架分层组装时，分段的位置可设在楼层以上5001000mm处。角钢的连接可采用等截面角钢内贴搭接，搭接长度不宜小于250mm，先安装螺栓固定位置，后焊接定型。8 钢-混凝土组合梁结构8.1 一 般 规 定8.1.1 本章规定仅适用于不直接承受动力荷载的钢-混凝土组合梁结构。8.1.2 钢-混凝土组合梁指的是通过抗剪连接件将钢梁与混凝土板连成整体的横向承重构件。混凝土板包括现浇混凝土板和混凝土叠合板。8.1.3 组合梁翼缘板的有效宽度be(见图8.1.3)应按下式计算：beb0+b1b2 (8.1.3)式中：b0钢梁上翼缘或板托顶部宽度。当板托倾角45时，应按45计算板托

34、顶部宽度。 b1、b2梁外侧和内侧的翼缘板计算宽度，各取梁跨度L的1/6和翼缘板厚度hc1的6倍中的较小值。此外，b1尚不应超出翼缘板实际外伸宽度S1，b2不应超过相邻梁板托间净距S0的1/2。8.1.4 在组合梁施工阶段，钢梁下无临时施工支撑时，楼层自重及施工荷载由钢梁单独承受，按GBJ1788验算钢梁的承载力、挠度及稳定性。施工完成后，续加的荷载作用由组合梁截面承受。由此产生的挠度应与施工阶段钢梁的挠度相叠加。8.1.5 在强度和变形满足的条件下、组合梁交界面上抗剪连接件的纵向水平抗剪能力不能保证最大弯矩截面上抗弯承载力充分发挥时，可以按照部分抗剪连接进行设计。这种连接限用于跨度不超过20

35、m的等截面组合梁。8.2 材 料8.2.1 组合梁翼缘板采用的混凝土强度等级不宜低于C20。8.2.2 组合梁中的钢梁可采用Q235、Q345和Q390钢。8.2.3 栓钉抗剪连接件的材质应符合附录B的要求。8.2.4 组合梁中的受力钢筋可用级、级钢筋，分布钢筋可用级钢筋。8.2.5 混凝土、钢材和钢筋的力学性能指标应分别按GBJ1089和GBJ1788确定。其质量应分别符合GBJ10787、GB70088和GB1591的技术要求。8.3 组合梁承载力计算8.3.1 计算原则 1 考虑全截面塑性发展，组合梁中钢梁的板件宽厚比应符合表8.3.1的要求。 2 按考虑全截面塑性发展进行组合梁截面承载

36、力计算时，钢梁及连续组合梁所配负钢筋的抗拉强度塑性设计值，应分别按GBJ1788及GBJ1089中相应钢材强度设计值 乘以折减系数0.9后采用。 3 对于连续组合梁采用塑性设计方法时，中支座弯距调幅系数不应超过15%。 4 组合梁正弯矩截面及力比rfArfrp/Asfp0.15的负弯矩截面，计算截面承载力时，可不考虑抗弯承载力与抗剪承载力的相互影响。8.3.2 组合梁的抗弯承载力计算，应按下列公式进行： 1 正弯矩作用时，有下列两种情况： 1)塑性中和轴在混凝土翼缘板内(见图8.3.2-1)，即Asfpbehc1fc时，Mbexfcy (8.3.2-1)xAsfp/befc (8.3.2-2)

37、式中：M弯矩设计值； x组合梁截面塑性中和轴至混凝土翼缘板顶面的距离； fc混凝土轴心抗压强度设计值；y钢梁截面应力合力至混凝土受压区截面应力合力间的距离。 2)塑性中和轴在钢梁截面内(见图8.3.2-2)，即Asfpbehc1fc时：Mbehc1fcy1Asfpy2 (8.3.2-3) As0.5(As-behc1fc/fp) (8.3.2-4)式中：As钢梁受压区截面面积； y1钢梁受拉区截面应力合力至混凝土翼缘板截面应力合力间的距离； y2钢梁受拉区截面应力合力至钢梁受压区截面应力合力间的距离。 负弯矩作用时(见图8.3.2-3)：MMsArfrp(ysc-c) (8.3.2-5) ys

38、cy-ywc/2hc+t (8.3.2-6)式中：Ms钢梁绕自身塑性中和轴的塑性抗弯承载力； y钢梁截面重心至混凝土翼缘板顶面的距离； ywc钢梁截面重心至整个截面塑性中和轴的距离；c纵向钢筋保护层厚度； t钢梁上翼缘板厚度； tw钢梁腹板厚度。8.3.3 部分抗剪连接的单跨简支梁，当采用柔性连接件(栓钉、槽钢、弯筋等)时，其抗弯承载力应按下列公式(见图8.3.3)计算：xnrNv/befc (8.3.3-1) As0.5(AsnrNvfp) (8.3.3-2) MurnrNvy20.5(AsfpnrNv)y1 (8.3.3-3)式中：x混凝土翼缘板受压区高度； nr在所计算截面左、右两个剪跨

39、区内，数量较小的连接件个数； Nv每个抗剪连接件的纵向抗剪承载力，应按8.5的有关规定计算； Mur部分抗剪连接时截面抗弯承载力； y1钢梁受压区重心至钢梁受拉区重心的距离； y2混凝土翼缘板受压区重心至钢梁受拉区重心的距离。8.3.4 组合梁抗剪承载力应按下式计算：Vhwtwfvp (8.3.4)式中：hw，tw钢梁腹板的高度及厚度； fvp钢材抗剪强度塑性设计值应按8.3.1的有关规定确定。8.4 组合梁正常使用极限状态的验算8.4.1 验算原则 1 组合梁(含部分抗剪连接组合梁)在正常使用阶段的变形按结构力学方法进行计算，但应考虑滑移效应对刚度的折减。 2 对于连续组合梁，在距中支座0.

40、15L(L为梁的跨度)范围内，不计拉区混凝土对刚度的影响，但应计入翼缘板有效宽度be内配置的负弯矩钢筋的作用；在其余区段，应取折减刚度。 3 长期荷载作用下组合梁的变形应按组合梁的长期刚度进行计算。 4 计算组合梁变形时，应分别按短期效应组合和长期效应组合计算，以其中较大值作为依据。对于连续组合梁，除验算梁的变形外，尚应验算负弯矩区混凝土最大裂缝宽度Wmax。计算混凝土最大裂缝宽度时，应按短期效应组合进行。算得的挠度及最大裂缝宽度，分别不得大于GBJ1788及GBJ1089所规定的限值。 5 组合梁正弯矩区段以及用工字钢或钢板宽厚比符合表8.3.1规定的密实截面组合梁的负弯矩区段，可不进行整体

41、稳定验算。钢梁的局部稳定应符合GBJ1788的有关规定。8.4.2 简支梁的变形计算可按结构力学公式进行，连续梁的变形计算公式见附录A。 1 考虑滑移效应的短期刚度Bs可按下式计算： L0Is+Ic/E (8.4.2-7) 式中：EI组合梁的换算截面刚度，可按换算截面法计算； L组合梁的跨度； h组合梁截面高度； dc钢梁截面形心到混凝土翼缘板形心的距离； Ac混凝土翼缘板的截面面积； A0组合梁截面有效折算面积； Al组合梁截面有效折算面积与换算惯性矩之比； Is钢梁截面的惯性矩； Ic混凝土翼缘板(宽取bc)的惯性矩； E钢材和混凝土的弹性模量比； v钢与混凝土交界面单位长度上由抗剪连接件

42、提供的实际抗剪承载力，单位为N/mm； ns抗剪连接件列数； ul抗剪连接件间距，当抗剪连接件错列布置时，应取同一截面数量最多的连接件之间的距离； K0系数，单位为1/mm； 与抗剪连接件抗剪承载力有关的系数； Nv按8.5.1计算。 2 考虑混凝土徐变影响计算组合梁的长期刚度Bl时，钢梁与混凝土的弹性模量比E应乘以2。8.4.3 连续组合梁负弯矩区段内最大裂缝宽度应按下列公式计算： MkMse(1-a) 式中：与纵向受拉钢筋表面特征有关的系数，变形钢筋 0.70，光面钢筋1.00； 裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数，当1.00时，取1.00； c纵向钢筋保护层厚度，当c20mm时，取c20m

43、m，当c50mm时，取c50mm； d纵向钢筋直径，当用不同直径的钢筋时，d4ArS，其中S为钢筋截面的总周长；e按有效混凝土面积计算的纵向钢筋配筋率，即eA/Ace，其中Acebehc1，当e0.8%时，取e0.8%； ftk混凝土抗拉强度标准值； r标准荷载作用下按荷载短期效应组合计算的负弯矩钢筋拉应力(见图8.4.3)； Mk标准荷载作用下截面负弯矩组合值； I由纵向钢筋与钢梁形成的钢截面的惯性矩； yr钢筋截面重心至钢筋和钢梁形成的组合截面塑性中和轴的距离； Mse标准荷载作用下按照弹性方法得到的连续组合梁中支座负弯矩值； M由式(8.3.2-5)右边项计算的截面塑性弯矩； a连续组合

44、梁中支座负弯矩调幅系数。8.5 抗剪连接件的计算8.5.1 组合梁的抗剪连接件宜采用栓钉，也可采用槽钢、弯筋或有可靠论证的其他类型连接件。栓钉、槽钢及弯筋连接件的设置方式如图8.5.1所示：其抗剪设计承载力由下列公式确定：1 栓钉连接件：式中：Ec混凝土的弹性模量； As栓钉杆身截面面积； fu栓钉杆的极限抗拉强度，当fu520MPa时，取fu520MPa。 2 槽钢连接件式中：t槽钢翼缘的平均厚度； tw槽钢腹板的厚度； lc槽钢的长度。槽钢连接件通过肢尖肢背两条通长角焊缝与钢梁连接，承受该连接件的抗剪承载力Nv。应按GBJ1788进行焊缝抗剪承载力验算。 3 弯筋连接件NvAbvfr (8

45、.5.1-3)式中：Abv弯筋的截面面积； fr钢筋的抗拉强度设计值。当连接件位于悬臂组合梁或连续组合梁负弯矩区段内，其抗剪承载力应乘以0.85。8.5.2 对于用压型钢板作混凝土翼缘板底模的组合梁，其栓钉连接件的抗剪承载力应分别按以下两种情况予以降低： 1 当压型钢板肋平行于钢梁布置时(图8.5.2，a)，bw/he1.5时，按公式(8.5.1-1)算得的Nv，应乘以折减系数v后取用。v应按下式计算：式中：bw混凝土凸肋的平均宽度，当肋的上部宽度小于下部宽度时(图8.5.2，c)，平均宽度取上部宽度； he混凝土凸肋高度； hd栓钉高度。 2 当压型钢板肋垂直于钢梁布置时(图8.5.2，b)

46、，栓钉抗剪连接件承载力的折减系数应按下式计算：式中：n0在梁某截面处，一个肋中布置的栓钉数，当多于2个时，按2个计算。8.5.3 抗剪连接件的计算，应以支座点、弯矩绝对值最大点及零弯矩点为界限，如图8.5.3划分为若干个剪跨区，逐段进行。每个剪跨区内混凝土翼缘板与钢梁交界面的纵向剪力V应按下列公式确定 1 位于正弯矩区段的剪跨，V取(Asfp)和(behc1fc)中的较小者。 2 位于负弯矩区段的剪跨VArfrp (8.5.3-1)按照完全抗剪连接设计时，每个剪跨段内需要的连接件总数nf应按下式计算：nfV/Nv (8.5.3-2)8.5.4 按式(8.5.3-2)算得的连接件数量，可在对应的

47、剪跨区段内均匀布置。当在此剪跨区段内有较大集中荷载作用时，应将连接件个数nf按剪力图面积比例分配后再均匀布置，如图8.5.4所示，图中：式中：A2、A3剪力图面积； n1、n2相应剪力图内的连接件数量 图8.5.4 剪跨段内有较大集中荷载作用时抗剪连接件的分配8.6 板托及翼缘板的计算8.6.1 组合梁板托及翼缘板纵向抗剪承载力验算，应分别验算图8.6.1所示的纵向界面a-a、b-b及c-c。8.6.2 组合梁板托及翼缘板纵向界面抗剪极限状态可表达为：Vl1Vul1 (8.6.2)式中：Vl1荷载作用引起的单位长度界面上的纵向界面剪力； Vul1单位长度界面上的界面抗剪承载力。8.6.3 荷载

48、作用引起的单位长度界面剪力Vl1应按下列规定计算： 1 对于界面b-b和c-cVl1v (8.6.3-1)图8.6.1 板托及翼缘板的纵向受剪界面及其横向配筋(a)无板托；(b)有板托 Ab单位梁长混凝土翼缘板底部钢筋截面面积； At单位梁长混凝土翼缘板上部钢筋截面面积；Ah单位梁长混凝土板托横向钢筋截面面积； he0连接件抗掀起端底面至横向筋水平段顶面的距离 2 对于混凝土翼缘板的纵向竖界面a-a 取其中较大值作为验算依据。8.6.4 单位长度界面上界面抗剪承载力Vul1应按下列公式计算Vul10.9bf0.8Aefr0.25bffc (8.6.4-1)式中：0.9常量，单位为N/mm2；

49、bf纵向界面长度，按图8.6.1所示的a-a、b-b、c-c连线在抗剪连接件以外的最短长度，单位为mm； Ae单位长度界面上横向钢筋的截面面积，单位为mm2/mm。对于界面a-a， AeAb+At (8.6.4-2) 对于界面b-b， Ae2Ab (8.6.4-3)对于有板托的界面c-c：由连接件抗掀起端底面(即栓钉头底面，槽钢上肢底面，或弯筋上部弯起水平段的底面)高出翼缘板底部钢筋上皮的距离决定。当he030mm时，Ae2Ah；当he030mm时，Ae2(Ah+Ab) 8.6.5 横向钢筋最小配筋应符合如下条件：Aefr/bf0.75 (8.6.5)式中：0.75为常量，N/mm。8.7 构 造 要 求8.7.1 组合梁截面高度h不宜超过钢梁截面高度hs的2.50倍；混凝土板托高度hc2不宜超过翼缘板厚度hc1的1.50倍；板