江苏南京雨花区某培训中心实验楼设计【毕业设计论文计算说明书CAD图纸平面】
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I 目 录1 绪论 .11.1 建筑设计背景.11.2 建筑方案及方案说明.21.3 课题研究的意义.22 结构布置 .32.1 结构布置 .33 计算简图的确定 .54 框架结构刚度参数计算 .74.1 梁柱线刚度计算.74.2 柱的抗侧刚度计算.75 荷载计算 .115.1 恒载标准值计算.115.2 活荷载标准值计算.125.3 荷载分类.125.4 重力荷载代表值.136 内力计算 .146.1 横向水平地震作用下框架结构的内力和位移计算 .146.2 竖向荷载作用下框架结构的内力计算 .21 6.3 风载作用下框架结构的内力计算 .277 内力组合 .287.1 结构抗震等级.297.2 框架的内力组合.297.3 框架梁内力组合.297.4 框架梁内力组合.328 截面设计及配筋计算 .388.1 框架梁.388.2 框架柱.428.3 框架梁柱节点核芯区截面抗震验算.47II9 楼板设计 .489.1 楼板类型及设计方法的选择.489.2 弯矩计算.489.3 截面设计.4910 楼梯设计 .5110.1 楼板计算 .5110.2 平台板计算 .5210.3 平台梁计算 .5311 基础设计 .5611.1 地质资料.5611.2 计算作用在基础底部弯矩值 .6011.3 基础受弯计算 .6511.4 计算配筋 .66参考文献 .67致 谢 .68 III江苏南京雨花区某培训中心实验楼摘 要本次毕业设计的题目是江苏南京雨花区某培训中心实验楼设计。采用框架结构，主体结构为五层，主楼标高 23.1m（室外地坪至大屋面），总建筑面积约 5700m2。在设计中楼屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构。按照建筑设计规范，认真考虑影响设计的各项因素。严格遵循相关的专业规范的要求，参考相关资料和有关最新的国家标准规范，对设计的各个环节进行综合全面的科学性考虑。本设计主要包括建筑设计部分和结构设计部分。建筑设计部分主要包括建筑平面、立面、剖面的设计；结构设计方面包括了结构的布置、结构构件的配筋设计，具体有柱梁板设计、楼梯间计算、内力组合、框架配筋等方面。在确定框架布局之后，计算竖向荷载作用下的结构内力和水平荷载作用下的结构内力。进行内力组合找出最不利的一组或几组内力组合。选取最安全的结果计算配筋并绘图。最后，使用专业软件进行电算，对手算的结果进行了分析和检查。依据计算结果，结合结构构造要求，绘制结构施工图，写出相应的设计说明以及结构设计计算书。关键词：框架结构；抗震；结构设计；内力计算IV Jiangsu Nanjing Yuhua One Training Center Lab BuildingAbstractThe topic of this graduation design is the design of a training center in Jiangsu Nanjing Yuhua District Experimental Building. Using frame structure, the main structure is divided into five layers, the elevation of 23.1m, the total construction area of 5700m2. In the design of the building, roof were using cast-in-place reinforced concrete structure. The design principle of practical, safe, economic, beautiful design. According to the architectural design standard, carefully consider the various factors affecting the design. Strict compliance with the relevant professional standard, reference to relevant information and the latest national standards, is a comprehensive scientific considerations on all aspects of the design.The design includes architectural design and structural design part. The design mainly includes building plane, elevation, section; structural design includes the reinforcement design of structural arrangement, structural components, specifically the column beam plate design, staircase, the combination of internal force calculation, the framework reinforcement etc. In determining the distribution framework, internal force calculation of the structure internal force and the horizontal load function structure under vertical loads. Find a group or several groups of internal force combination of the most unfavorable combination of internal forces. Select the best safety results of the reinforcement and drawing.Finally, the use of professional software and office software tools for computer input, the opponent is the results of the analysis and examination. Finally, according to the calculation results, the corresponding structural requirements, drawing construction drawing and construction drawing design, write the corresponding and structure design calculations.Key Words： Frame Structure; Seismic; Structural Design; Internal Force Calculation01 绪论1.1 建筑设计背景1.1.1 建筑概况设计题目江苏南京雨花区某培训中心实验楼设计建筑层数：五层建筑面积：5700m2 建筑总高度：23.1m（室外地坪至大屋面）结构类型：现浇混凝土框架结构1.1.2 设计资料及设计依据（1）设计题目：江苏南京雨花区某培训中心实验楼设计（2）设计资料：1）地质资料：地质报告：工程地质剖面图如下图所示。r=19.8kN/m3fk=210kN/m2Es=16000kN/m2r=19kN/m3fk=200kN/m2Es=12000kN/m2r=18kN/m3fk=200kN/m2Es=8000kN/m2纵向剖面粉质黏土：粉土：黏土：横向剖面粉质黏土粉土7m(e=0.8,IL=0.75)黏土：10m 图 1.1 工程地质剖面图场地条件：拟建场地地表平整，地下水位在地表下 0.8 米。2）所象资料：基本风压值：0.40kN/m2，地面粗糙度 B 类。基本雪压值：0.65kN/m23）地震资料：1抗震设防烈度为 7 度，设计基本地震加速度为 0.1g，建筑场地类别为类，设计地震分组为第一组。1.2 建筑方案及方案说明1.2.1 建筑方案初步设计根据使用功能及条件，确定建筑方案，进行初步设计，绘出平、立、剖面草图经指导老师修改后进行下一步设计。建筑总平面布置应考虑到和周围环境(相邻建筑、绿化及道路)的关系，要求平面布置紧凑，人流路线合理，满足防火要求，房间的采光通风及保温隔热等均需满足功能要求，建筑造型和建筑立面要求美观、大方，体现时代特色。1.2.2 建筑施工图设计建筑设计和结构设计互相影响、互相配合、互相制约，所以，在绘制建筑施工图过程中，遇到问题及时修改。在施工图设计过程中，结合相关的规范考虑全面，按照制图统一标准绘制，节点细部构造要细心绘制，尺寸标注、做法标注及一些说明要符合要求。设计深度应满足施工要求，图面应详尽表现建筑物的各有关部分。建筑设计说明书，说明工程概况及设计依据、设计意图、建筑规模、要求、建筑方案及方案说明、设计依据和设计原则、经济技术指标等。1.3 课题研究的意义通过对该钢筋混凝土框架结构实验楼设计，综合运用所学过的基础理论和专业知识，锻炼查阅相关规范和资料进行该实验楼的建筑方案设计和框架结构在抗震设防烈度为 7 度时的结构计算，熟悉工程设计的内容和程序，提高分析和解决工程实际问题及绘制施工图的能力。22 结构布置2.1 结构布置（1）根据该房屋的使用功能及建筑设计要求，进行了建筑平面、立面和剖面设计，主体结构共 5 层。（2）结构采用双向承重，整体性和受力性能都很好。（3）外墙采用 200mm 混凝土砌块，内墙采用 200mm 轻质隔墙。（4）混凝土等级选用：梁、板、柱均选用 C30。2.1.1 柱网布置图 2.1 柱网布置图2.1.2 初选截面尺寸(1) 框架梁截面尺寸纵向框架梁h=(1/81/12)l=(1/81/12)7200=600mm900mm 取 h=650mmb=(1/21/3)h=(1/21/3)650=217mm325mm 取 b=250mm横向框架梁AB CD 跨 h=(1/81/12)l=(1/81/12)8400=700mm1050mm 取 h=700mm b=(1/21/3)h=(1/21/3)700=233mm350mm 取 b=250mm3 BC 跨 h=(1/81/12)l=(1/81/12)3600=300mm450mm 取 h=400mm次 梁h=(1/121/18)l=(1/121/18)8400=467mm700mm 取 h=600mmb=(1/21/3)h=(1/21/3)600=200mm300mm 取 b=250mm表 2.1 梁截面尺寸(mm)横梁(bh)层数混凝土等级AB 跨、CD 跨BC 跨次梁(bh)纵梁(bh)1-5C30250700250400250600250650 (2) 柱截面尺寸估算柱截面尺寸根据柱的轴压比限值，按公式计算1) 根据建筑抗震设计规范，结构形式是框架结构，抗震设防烈度为 7 度，建筑物高度 23.1m24m,查得抗震等级为三级，确定柱轴压比限值为 0.85。2) AcN/fc (2.1)柱组合的轴压比设计值 N=A g n (2.2)注： 考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数,边柱取 1.3，内柱取 1.2。g 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似取 14 kN/m2。n 为验算截面以上的楼层层数。A 柱的负荷面积。fc 为混凝土轴心抗压强度设计值，对 C30，查得 14.3 N/mm2。中柱：A1=7.2(3.6/2+8.4/2)=43.2m2边柱: A2=7.28.4/2=30.24m2一层五层：中柱 AcN/fc=Agn/fc=(1.243.21000145)/ (0.8514.3)=298543.81 mm2 边柱 AcN/fc=Agn/fc=(1.330.241000145)/(0.8514.3)=226395.72 mm2 取中柱 bh=550mm550mm 边柱 bh=550mm550mm表 2.2 柱截面尺寸(mm)层次混凝土等级Bh (mm4)15C3055055043 计算简图的确定（1）框架各构件在计算简图中均用单线条代表，各单线条代表构件形心轴所在的位置线（2）梁的跨度=该跨左右两边柱截面形心轴线之间的距离（3）底层柱高=从基础顶面算至楼面标高处（4）中间层柱高=从下一层楼面标高至上一层楼面标高（5）顶层柱高=从顶层楼面标高算至屋面标高一层五层：横跨 AB CD 跨： 8400mm BC 跨： 3600mm柱高：假定基础定到室外地坪的高度为 0.2m底层柱高：4.5+0.6+0.=5.1m 2-5 层的柱高： 4.5m5图 3.1 横向计算简图64 框架结构刚度参数计算4.1 梁柱线刚度计算在框架结构中，可将现浇楼面视作梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架梁取I=1.5I0，对中框架梁取 I=2I0。 截面惯性矩 I0=bh3/12。框架梁线刚度为 ib=EcI0/l，其中 EC为混凝土弹性模量，L 为梁的计算跨度。表 4.1 横梁线刚度 ib计算表类 层EcbhI0L别 （kN/mm2）（mmmm）（mm4）(mm)次ib=EcI0/l（kNmm）1.5EcI0/l（kNmm）2EcI0/l（kNmm）AB CD跨1-53.01042507004.510984002.1510103.2310104.31010BC 跨1-53.01042504000.610936000.5910100.8910101.181010柱的线刚度 iC=ECIB/l。其中 Ie为柱的截面惯性矩，HC为柱的计算高度。表 4.2 柱的线刚度计算表层次Ec（kN /mm2）bh（mmmm）HC(m)Ie（mm4）iC=EcI0/l（kNmm）13.01045505506.007.6310104.6210102-53.01045505504.507.6310106.3610104.2 柱的抗侧刚度计算根据梁柱的线刚度比的不同，框架柱可分为中柱，边柱K柱抗侧移刚度： 2c/12ahiDc注：c 柱抗侧移刚度修正系数7表 4.3 柱侧移刚度修正系数表边柱中柱位置简图K简图Kc一般层242ciiki+=12342ciiiiki+=c2kka=+底层2ciki= 12ciiki+=c0.52kka+=+边框架柱侧移刚度 D 值(1) 1 层 边柱（A-1、 A-8、 D-1、 D-8）= 2ciki=10103.23 100.704.62 10=0.44 c0.52kka+=+D= =9956 c212ciha中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8）101012100.89 103.23 100.874.62 10ciiki c0.50.50.870.48220.87kkD=10861c212ciha(2) 25 层边柱（A-1、 A-8、 D-1、 D-8）=0.51 242ciiki+=0.20 c2kka=+0.5120.518D=11778 c212ciha102120.2 6.36 103600中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8）=0.65 12342ciiiiki+=0.25 c2kka=+0.6520.65D=14722c212ciha 表 4.4 边框架柱侧移刚度 D 值 kN /mm 边柱（4）根中柱（4）根 层 次KcDCDC4KcDCDC4D2-50.510.2011778471120.650.25147225888810600010.700.449956398240.870.48108614344483268中框架柱侧移刚度 D 值(1) 1 层 边柱=0.93 2ciki=10104.3 104.62 10=0.49 c0.52kka+=+0.50.9320.93D=11087 c212ciha中柱 101012104.3 101.18 101.194.62 10ciiki c0.50.772kkD=17422c212ciha(2) 25 层边柱（A-2 A-7、 D-2 D-7）1024102 4.3 100.6822 6.36 10ciiki c0.252kk9D=15061 c212ciha102120.25 6.36 103600中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8） 101234102 104.3 1.80.8622 6.36 10ciiiiki c0.302kk D=17667c212ciha102120.30 6.36 103600 表 4.5 边框架柱侧移刚度 D 值 kN /mm边柱（12）根中柱（12）根层次KcDCDC12KcDCDC12D2-50.680.25147221766640.860.301766721200438866810.930.49110871330441.190.7717422209064342108将上述不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即为各层间侧移刚度D 表 4.6 层间侧移刚度 kN /mm层 次12D425376494668D1 /D2 =425376/494668=0.8600.7,故该框架为横向规则框架。105 荷载计算5.1 恒载标准值计算（1）屋面(不上人)：防水层(刚性)：30mm 厚 C20 混凝土防水 1.00kN/m2防水层(柔性)：三毡四油铺小石子 0.40 kN/m2找平层：15mm 厚水泥砂浆 200.015=0.30 kN/m2找平层：15mm 厚水泥砂浆 200.015=0.30 kN/m2找坡层：40mm 厚水泥石灰焦渣砂浆 3找平 0.0414=0.56 kN/m2保温层：80mm 厚矿渣水泥 14.30.08=1.16 kN/m2结构层：100mm 厚现浇钢筋混凝土板 250.10=2.50 kN/m2抹灰层：10mm 厚混合砂浆 170.01=0.17 kN/m2合计： 6.39 kN/m2（2）各层走廊及楼面大理石面层，水泥砂浆擦缝30mm 厚 13 干硬性水泥砂浆，面上撒 2mm 厚素水泥 1.16 kN/m2水泥浆结合层一道结构层：100mm 厚现浇钢筋混凝土板 250.12=2.50 kN/m2抹灰层：10mm 厚混合砂浆 170.01=0.17 kN/m2合计： 3.83 kN/m2（3）梁、柱（4）墙外墙采用 200mm 厚水泥空心砖（容重 9.8 kN/m2），内墙采用 200mm 厚加气混凝土砌块（容重 5.5 kN/m2）a.外墙水刷石外墙面 0.5 kN/m2240mm 厚水泥空心砖 0.209.8=1.96kN/m2水泥粉刷内墙面 0.36 kN/m2合计： 2.82N/m2b.内墙200mm 厚加气混凝土砌块 0.2005.5=1.100kN/m2水泥粉刷内墙面 0.362=0.72 kN/m2合计： 1.82 kN/m211（5）门、窗房间门采用木门（单位面积重力荷载为 0.2 kN/m2 ），窗采用铝合金门窗（单位面积重力荷载为 0.4 kN/m2），底层入口处：两侧门与中间门采用钢塑玻璃门（单位面积重力荷载为 0.4 kN/m2）。5.2 活荷载标准值计算（1）屋面和楼面活荷载标准值 根据荷载规范查的不上人屋面均布荷载标准值 0.5 kN/m2楼面均布荷载标准值 2.0 kN/m2楼 梯、走 廊均布荷载标准值 2.5 kN/m2 （2）屋面雪荷载标准值 Sk =s0 =1.00.65 kN/m2=0.65 kN/m2屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值。5.3 荷载分类将各层各构件荷载分类，计算各层何荷载代表值，列入表 5.2 中其中各层自重为：楼面恒载、50%楼面均布活荷载、纵横梁自重、楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重和门窗。顶层自重为：屋面恒载、50%屋面雪荷载、纵横墙自重、半层柱自重、上下半层墙体自重。 表 5.2 重力荷载代表值计算表 kN层次梁柱板墙门窗活荷载Gi1983.2876.83130. 41874.152.1836.97753.42983.2735.13130. 41849.552.1836.97587.13983.2735.13130. 41849.552.1836.97587.14983.2735.13130. 41849.552.1836.97587.15983.2367.55223.61820.458.9196.47587.1125.4 重力荷载代表值图 5.1 各质点的重力荷载代表值136 内力计算6.1 横向水平地震作用下框架结构的内力和位移计算6.1.1 横向自振周期计算T1=1.7T （uT）1/2 （6.1）注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值 Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。T结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取 0.7。uT按以下公式计算： VGi=Gk （6.2） （u）i= VGi/D ij （6.3）uT=（u）k （6.4）注：D k为集中在 k 层楼面处的重力荷载代表值，VGi为把集中在各层楼面处的重力荷载值视为水平荷载而得的第 i 层的层间剪力。D ij 为第 i 层的层间侧移刚度。（u）i（u）k分别为第 i、k 层的层间侧移。表 6.1 结构顶点的假想侧移计算层次Gi（kN）VGi（kN）D i（N/mm）ui（mm）ui（mm）58649.18649.149466817.48254.047587.116236.149466832.82236.637587.123823.249466848.16203.727587.131410.349466863.5155.617753.139163.742537692.0792.1T1=1.7T（uT）1/2 =1.70.7(254.0310-3)1/2=0.60s6.1.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算根据建筑设计抗震规范（GB500112010）规定，对于高度不超 40 米、以剪切变形为主且质量和刚度沿着高度方向分布比较均匀的结构，以及可近似于单质点体系的结构，可以采用底部剪力法等简化方法计算抗震作用。因此本框架采用底部剪力法计算抗震作用。14Fek=1 Geq （6.5）Geq=0.85Gi=0.85（7753.437+7587.0714+8649.077=33289.163kN根据场地类别为类，设计地震分组为第一组，查得场地特征周期值 Tg=0.35s。抗震设防烈度为 7 度，多遇地震情况下，查的水平地震影响系数最大值max=0.08。由特征周期与自振周期的比值确定计算地震影响系数1=（Tg/T1）0.9max=（0.35/0.60）0.90.08 =0.0985FEk=1Geq=0.098533289.163=3278.98kN因 1.4Tg=1.40.35=0.49sGj，查得 =0.032表 6.3 水平地震剪力验算表层次Gi（kN）G（kN）0.032G（kN）Vi（kN）58649.18649.1276.81390.547587.116236.2519.62107.737587.123823.2762.32660.127587.131410.31005.13050.517753.439163.71253.23281.9因此水平地震剪力按计算结果计算。水平地震作用下框架结构的层间位移ui和顶点位移 u i的计算：ui = Vi/D ij （6.7）u i=uk （6.8）各层的层间弹性位移角的计算e=ui/hi （6.9）表 6.4 横向水平地震作用下的位移验算层次Vi（kN）D i（N/mm）（u）i （mm）ui（mm）hi（mm）e=（u）i /hi51390.44946682.8126.3445001/128142107.74946684.2623.5345001/84532660.14946685.3819.2745001/66923050.54946686.1713.8945001/58313281.94253767.727.7260001/641由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/5831/550，满足要 heeu求。6.1.4 水平地震作用下框架内力计算以框架布置图中 3 轴线横向框架内力计算为例说明计算方法，其余框架内力计算略。i 层 j 柱分配到的剪力 Vij以及该柱上下端的弯矩 Mbij 和 M uij的计算 (6.10) iijijVDDijVMbij=Vijyh (6.11)16M uij=Vij（1y）h (6.12)y=yn+y1+y2+y3 (6.13) 注：Dij为 i 层 j 柱的侧移刚度。 h 为柱的计算高度。 y 框架柱的反弯点高度比。yn框架柱的标准反弯点高度比。 y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。 y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。表 6.5 各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）边 柱层次hi（m）Vi（kN）D ij（N/mm）Di1（N/mm）Vi1（kN）ky（m）M bi1（kNm）M ui1（kNm）54.51390.54946681472241.380.680.3044.69104.2844.52107.74946681472263.630.680.3988.07137.7634.52660.14946681472279.170.680.45128.26156.7624.53050.54946681472290.790.680.544177.80149.0416.03281.94253761108785.540.930.475215.47222.30表 8.4 各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）中 柱层次hi（m）Vi（kN）D ij（N/mm）Di2（N/mm）Vi2（kN）kY（m）M bi2（kNm）M ui2（kNm）54.51390.4654946681766749.660.30.1526.8215.9644.52107.6964946681766775.280.30.2567.75203.2634.52660.0794946681766795.000.30.40136.80205.2024.53050.50749466817667108.950.30.45176.50215.7216.03281.87242537617422134.410.770.732487.02178.31梁端弯矩 Mb、剪力 Vb及柱轴力 Ni的计算M l b= (6.14)lbubi 1jijlrbbiM Mi i+，（）M r b= (6.15)rbubi 1jijlrbbiM Mi i+，（）17V b= (6.16) lrbbM Ml+Ni=（V l b V r b）k 6.17)注：ilb和 irb分别表示节点左右梁的线刚度 Mlb和 Mrb分别表示节点左右梁的弯矩 Ni为柱在第 i 层的柱轴力，以受压为正图 6.3 内力示意图表 6.7 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算边梁走道梁柱轴力层次MlbMrblVbMlbMrblVb边 N中柱 N5104.28119.298.433.8732.6732.673.624.20-33.879.674182.45180.618.4 55.0138.8338.833.628.788.0835.923244.83214.278.469.5646.0746.073.634.13-157.6459.412277.30276.738.483.9459.5059.503.644.07-217.1499.281400.10278.538.4102.8259.8859.883.644.36-319.96157.74 柱轴力的负号表示拉力。 M 单位为 kNm,V 单位为 kN,L 单位为 m。186.1.5 作水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图图 6.4 横向框架弯矩图（kN）19图 6.5 梁端剪力及柱轴力图（kN）206.2 竖向荷载作用下框架结构的内力计算6.2.1 计算单元取轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为 7.2m，由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影所示。计算单元范围内的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，所以在框架节点上还作用有集中力矩。 6.2.2 荷载计算（1）恒载计算 q1、q1代表横梁自重，为均布荷载形式。q2、和 q2分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。P1、P2分别由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括主梁自重、次梁自重、女儿墙重、楼板重等重力荷载。 图 6.7 梁上作用的恒荷载5 层 ：q1=3.281 kN/m q1=1.313kN/mq2=6.393.6=23.004kN/m q2=6.393.6=17.253kN/mP1=(3.61.8/2)2+（3+8.4）1.8/26.39+7.26.39+77.20.65+3.2818.4/2=181.17kNP2=（3.61.8/2）2+（3+8.4）1.8/2+（3.6+2.25）1.35/26.39+7.26.495+3.2818.4/2=179.44 kN集中力矩 M1=P1e1=181.17（0.550.25）/2=27.18kNm M2=P2e2=179.44（0.550.25）/2=26.92kNm14 层：q1包括梁自重和其上横墙自重q1=3.281+1.82(3.60.6)=8.741kN/m q1=1.313kN/mq2=3.833.6=13.788kN/m q2=3.833.6=10.341kN/mP1=(3.61.8/2)2+（3+8.4）1.8/23.83+7.26.495+（3.6-0.65）（7.2-0.62）-1.83.62 2.82+1.81.820.4+3.2818.4/2=143.725kNP2=（3.61.8/2）2+（3+8.4）1.8/2+（3.6+2.25）1.35/223.83+7.26.495+213.2818.4/2+1.82（3.6-0.65）（7.2-0.552）=178.50 kN集中力矩 M1=P1e1=143.725（0.550.25）/2=21.56kNm M2=P2e2=178.50（0.550.25）/2=26.77kNm（2）活荷载计算图 6.8 梁上作用的活荷载5 层：q2=3.60.5=1.8 kN/m q2=3.60.5=1.35 kN/mP1=（3.61.8/22+(3+8.4)1.8/2）0.5=7.56kNP2=3.61.8/22+(3+8.4）1.8/2+(3.6+2.25）1.8/20.5=9.53kN集中力矩 M1=P1e1=7.56(0.550.25)/2=1.134kNm M2=P2e2=9.53(0.550.25)/2=1.430kNm屋面雪荷载作用下：q2=3.60.25=0.9 kN/m q2=3.60.25=0.675kN/mP1=（3.61.8/22+(3+8.4)1.8/2）0.25=3.78kNP2=3.61.8/22+(3.0+8.4）1.8/2+(3.6+2.25）1.8/20.25=5.10kN集中力矩 M1=P1e1=3.78(0.550.25)/2=0.567kNm M2=P2e2=5.10(0.550.25)/2=0.765kNm14 层：q2=3.62.0=7.2kN/m q2=3.62.0=5.4 kN/mP1=（3.61.8/22+(3+8.4)1.8/2）2.0=30.24kNP2=3.61.8/22+(3+8.4）1.8/2 2.0+(3.6+2.25）1.35/22.5=40.11kN集中力矩 M1=P1e1=30.24(0.550.25)/2=4.536kNm M2=P2e2=40.11(0.550.25)/2=6.017kNm22表 6.8 横向框架恒载汇总表层次q1（kN/m）q1（kN/m）q2（kN/m）q2（kN/m）P1（kN）P2（kN）M1（kNm）M2（kNm）53.281.3123.0117.25181.17179.4427.1826.921-48.741.3113.7910.34143.73178.5021.5626.77表 6.9 横向框架活载汇总表层次q2（kN/m）q2（kN/m）P1（kN）P2（kN）M1（kNm）M2（kNm）51.81.357.569.531.131.431-47.25.430.2440.114.546.02：表中括号内数值对应于屋面荷载作用情况6.2.3 内力计算（1）梁端、柱端弯矩计算 q2、q2，转化成等效均布荷载计算，再与 q1、q1，产生的弯矩叠加。 (6.18)ala= (6.19)23(1 2)qqaa=-+ (6.20)58qq=AB 跨 a=1.8/8.4=0.273 q=0.871q恒载：5 层： q2=0.87123.004=20.036 kN/m q2，=517.253/8=10.783 kN/m固端弯矩 MAB=-MBA=mkNql.641.844 . 8036.20281. 312112122MBC=-MCB=mkNql.348. 76 . 3313. 1783.10121121221-4 层 q2=0.87113.788=12.009 kN/m q2，=510.341/8=6.463 kN/m固端弯矩 MAB=-MBA=mkNql.053.674 . 8463. 6009.1212112122MBC=-MCB=mkNql.724. 46 . 3313. 1463. 612112122活载：235 层： q2=0.8711.8=1.568 kN/m q2，=51.35/8=0.844 kN/m固端弯矩 MAB=-MBA=mkNql.692. 54 . 856. 112112122MBC=-MCB=mkNql.513. 06 . 3844. 0121121221-4 层 q2=0.8717.2=6.271kN/m q2，=55.4/8=3.375 kN/m固端弯矩 MAB=-MBA=mkNql.764.224 . 8271. 612112122MBC=-MCB=mkNql.050. 26 . 3375. 312112122 梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。（a）恒载作用下 （b）活荷载作用图 6.9 横向框架弯矩的二次分配法 （M 单位： kN.m）24（a） 恒荷载作用下（b）活荷载作用下图25 （2）梁端剪力和柱轴力梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到。计算恒载作用时的柱底轴力，要考虑柱的自重。1）恒载作用下的计算荷载引起的剪力计算： (6.21)1 12 111(1- )22ABBAVVq lq la=+ (6.22)1 22 21124BCCBVVq lq l=+弯矩引起的剪力计算(杆件弯矩平衡): (6.23)ABBAABBAMMVVl+=-=- (6.24)0BCCBVV=柱的轴力计算： (6.25)lulrNNVV=-+（ 柱上端传来的轴力 左右梁传来的剪力）uN.lrV V2）活载作用下的计算荷载引起的剪力计算： (6.26)()2 1112ABBAVVq la=- (6.27)2 214BCCBVVq l=弯矩引起的剪力计算(杆件弯矩平衡): (6.28)ABBAABBAMMVVl+=-=- (6.29)0BCCBVV=柱的轴力计算： (6.30)lulrNNVV=-+（ 柱上端传来的轴力 左右梁传来的剪力）uN.lrV V表 6.10 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）荷载引起剪力弯矩引起剪力柱轴力柱轴力AB 跨BC 跨AB 跨BC 跨AB 跨A 柱A 柱层次VAB=VBAVBC=VCBVAB=VBAVB=VCVABVBAVCBN顶N底N顶N底566.0216.08-0.91065.11 66.93 16.08 246.28 269.25 262.45285.42461.928.75-0.11061.81 62.038.75474.79 520.48 534.70557.67361.928.75-0.24061.68 62.168.75725.89 748.86 807.08830.05261.928.75-0.21061.71 62.138.75954.30 977.27 1079.43 1102.40161.928.75-0.34061.58 62.268.75 1182.581214.411351.91 1383.7426表 6.11 活载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）荷载引起剪力弯矩引起剪力柱轴力柱轴力AB 跨BC 跨AB 跨BC 跨AB 跨A 柱A 柱层次VAB=VBAVBC=VCBVAB=VBAVB=VCVABVBAVCBN顶=N底N顶=N底54.320.91-0.0304.294.350.9111.8514.79417.273.65-0.30016.97 17.573.6559.0676.12317.273.65-0.24017.03 17.513.65106.33137.39217.273.65-0.22017.05 17.493.65153.62198.64117.273.65-0.34016.93 17.613.65200.79360.016.3 风载作用下框架结构的内力计算 图 6.11 风荷载下的弯矩27 图 6.11 风荷载作用下的梁剪力 柱轴力 经过粗略比较，风载不起决定性作用，因此不另作篇幅介绍。287 内力组合7.1 结构抗震等级抗震等级是构件计算和抗震措施确定的标准，可根据结构类型、地震烈度、房屋高度等因素来确定。该框架结构高度小于 24m，抗震设防烈度为 7 度，故抗震等级为三级。7.2 框架的内力组合（1）作用效应组合结构或结构构件在使用期间，可能遇到同时承受永久荷载和两种以上可变荷载的情况。但这些荷载同时都达到它们在设计基准期内的最大值的概率较小，且对某些控制截面来说，并非全部可变荷载同时作用时其内力最大，因此应进行荷载效应的最不利组合。永久荷载控制的组合 1.35SGk+1.0SQk (7.1)可变荷载控制的组合 1.2SGk+1.4SQk (7.2)地震作用下的不利组合 1.2SGEk+1.3S (SGEk=SGk+0.5SQk) (7.3)（2）为了便于施工和提高框架结构的延性。对竖向荷载作用下的梁端负弯矩进行调幅。对现浇框架结构条幅系数可取 0.80.9（取 0.8）（3）承载力抗震调整系数 抗震设计中采用的材料强度设计值应高于非抗震设计时的材料强度设计值。但为了应用方便，在抗震设计中仍采用非抗震设计时的材料强度设计值，而是通过引入承载力抗震调整系数RE来提高其承载力。查表表 7.1 承载力抗震调整系数REV偏压柱受弯梁轴压比0.15受剪 受拉0.750.750.800.857.3 框架梁内力组合梁内力控制截面一般取两端支座截面及跨中截面。支座截面内力有支座正、负弯矩及剪力，跨中截面一般为跨中正截面。梁支座负弯矩组合的设计值非抗震设计：-M=-(1.2MGK+1.4MQK) -M=-(1.35MGK+MQK)29抗震设计 ： -M=-(1.2MGK+1.3MQK)梁支座正弯矩组合的设计值抗震设计： M=1.3MEK-1.0MGK梁端剪力 非抗震设计：V=1.2VGK+1.4VQK V=1.35VGK+VQK抗震设计时三级框架梁端剪力设计值的调整计算 V=vb+VGb (7.4)lrbbnMMl+注：ln 梁的净跨。vb梁端剪力增大系数，三级取 1.2。VGb梁的重力荷载代表值梁的左右端截面组合的弯矩设计值.irbbM M梁跨间最大正弯矩组合的设计抗震设计时，梁跨间最大弯矩应是水平地震作用产生的跨间弯矩与相应的动力荷载代表值产生的跨间弯矩的组合。由于水平地震作用可能来自左右两个方向，因而应考虑两种可能性，分别求出跨间弯矩，然后取较大者进行截面配筋计算 1 层：AB 跨梁 图 7.1 荷载计算图q1=1.28.741=10.09kN/mq2=1.2（13.788+0.57.2）=20.87 kN/m左震：VA=-（455.49+429.32）/8.4+1/210.098.4+（1-1.8/8.4）/28.420.87=-50.68 kN (210.09+20.87 1.8=73.89 kNX=(218.36+0.51.820.87)/(10.09+20.87)=7.66m8.4m则最大跨间正弯矩 Mmax发生在支座处Mmax=1.3MEK -1.0 MGE =1.3278.53-(47.86+0.516.33)= 306.06kNm Mmax =0.75308.46=229.55kNm REg剪力计算：AB 净跨=6.27m左震：Vbl=-37.21/0.85=-43.78kN Vbr=164.21/0.85=193.19kNMBl边=455.49-43.78(0.55-0.25)/2= 448.92 kNm MBr边=-429.32+193.190.552=-376.19kNm右震：Vbl=163.29/0.85= 192.11kN Vbr=-36.29/0.85=-42.69kNMBl边=-584.76+192.11(0.55-0.25)/2=-555.94kNm MBr边=306.07-42.690.55/2=294.33kNm左震： MBl边 + MBr边=448.92+376.19=825.11 kNm右震 MBl边 + MBr边=555.94+294.33 =850.27 kNmVGb=0.510.096.27+20.876.27/2=64.35kN则 V右=1.2(825.11/1.313+64.35=818.45kN V右=0.85818.45=695.68kNREgV左=1.2(850.27/6.37+ 64.35= 227.08kN V左=0.85227.08=193.02kNREgBC 跨梁q1=1.21.313=1.70kN/mq2=1.2（10.341+0.56.3）=16.18 kN/m图 7.2 荷载计算图左震：VA=-69.012/3.6+1/21.583.6+（1-1.35/3.6）/43.616.18=-43.52 kN （21.58+16.18）1.35/2=13.05 kN最大跨间正弯矩发生在支座处Mmax=1.3MEK -1.0 MGE =1.359.88-(6.14+0.51.43)= 70.99kNm Mmax =0.7570.99=53.24kNm REg剪力计算：AB 净跨=2.500m左震：Vbl= Vbr=33.73/0.85=39.68kNMBl边=MBr边=69.01-39.680.55/2=-58.10kNm右震：Vbl=Vbr=53.67/0.85=62.08kNMBl边=-MBr边=-88.47+62.080.55/2=103.74kNm左震： MBl边 + MBr边=58.1 2=11.6.2 kNm右震 MBl边 + MBr边=103.742= 207.48 kNmVGb=0.5(1.582.5+16.182.5/2) =12.09kN则 V左=1.2(116.2/1.313)+12.09=118.29kN V左=0.85118.29=100.55kNREgV右=1.2(207.48/1.313）+12.09= 189.62kN V右=0.85189.62=161.18kNREg7.4 框架梁内力组合控制截面是支座截面和跨中截面支座截面：左 Mmax 右 Mmax Vmax 跨中截面：Mmax见附表 7.27.4.1 柱端弯矩 M 和轴力 N 组合的设计值抗震设计 M=1.2MGE+1.3MEK N=1.2NGE+1.3NEK由于柱是偏心受力构件且一般采用对称配筋，故应从组合中求出最不利内力。 (1) Mmax及相应 N (2)Nmax及相应的 M (3)Nmin及相应的 M 应从两个方向的水平地震作用确定最不利内力。见附表 7.3 和 7.43233表 7.2 框架梁内力组合RE1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk层次截面内力SGkSQkSEk1.35 SGk+ SQk1.2 SGk+1.4 SQk|Mmax|NNminMNmaxMM64.095.66-104.28-46.97183.4992.1884.83183.49-46.9792.18柱顶N-38.9811.85-33.87193.96252.21344.33312.13252.21193.96344.33M-38.98-8.8644.695.10-93.66-61.48-59.18-93.665.10-61.485柱底N269.2511.85-33.87214.63280.68375.34339.99280.68214.63375.34M26.0011.36-137.76-119.91184.5446.4647.01184.54-119.9146.46柱顶N474.7959.06-88.08368.01539.77700.03652.43539.77368.01700.03M-30.80-10.44156.76209.96-136.4852.0251.58209.96209.9652.024柱底N725.89106.33-157.64547.45854.851086.281019.93547.45547.451086.28M725.89106.33-169.94-139.30214.1856.0255.09214.18-139.3056.02柱顶N1189.94188.02-218.391005.471459.721794.441691.161459.721005.471794.44M-30.18-10.22128.26105.73-177.72-50.96-50.52-177.72105.73-50.963柱底N148.86106.33-157.64568.12875.521117.291047.49875.52568.121117.29M31.8610.79-149.04-128.49202.6953.8053.34202.69-128.4953.08柱顶N954.30153.62-217.14736.961160.381472.931387.791160.38736.961472.93M-38.76-13.13177.80150.23-243.60-65.46-64.89-243.60150.23-65.462柱底N977.27153.62-217.14736.961160.381472.931387.791160.38736.961472.93M18.826.37-222.30-223.20268.0931.7831.50268.09-233.2031.28柱顶N1182.58200.79-319.96843.621468.441797.571700.201468.44843.621797.57M-9.41-3.19201.13211.02-233.47-15.89-15.76-233.47211.03-15.891柱底N1214.41200.79-319.96871.361495.291840.241738.401495.29871.361840.2434表 7.4 横向框架 B 柱弯矩和轴力组合表层截内RE1.2(SGk+0.5SQk)+1.2 SGk|Mmax|NminNmax次面力1.3SEk+1.4 SQkNMMSGkSQkSEk1.35 SGk+ SQkM-57.84-5.17-151.96-229.55106.28-83.25-73.65-229.55106.28-83.25柱顶N262.4514.799.67252.29233.43369.10335.65252.29233.43369.10M35.178.0626.8269.6210.3555.5453.4969.6210.3555.545柱底N285.4214.799.67272.96254.11400.11363.21272.96254.11400.10M-24.90-10.18-203.26-255.19194.01-43.80-44.13-255.19194.01-43.80柱顶N534.7076.1235.92550.51480.46797.97748.21550.51480.46797.97M28.399.4667.75108.65-48.3348.5247.96108.6548.3348.524柱底N557.6776.1235.92571.18501.14828.97775.77571.18501.14828.97M-28.39-9.46-205.20-360.53192.96-47.79-47.31-360.53192.96-47.79柱顶N807.08137.3959.41846.12730.271226.951160.84846.12730.271226.75M28.089.35136.80184.57-117.7547.2646.79184.57-117.7547.263柱底N830.05137.3959.41866.80750.951257.961188.41866.80750.951257.96M-29.05-9.66-215.72-272.89203.85-48.82-48.34-272.89203.85-48.82柱顶N1079.43198.6499.281157.67964.081655.871573.411157.67964.081655.87M34.2511.40176.50235.78-154.4757.6457.06235.78-154.4757.642柱底N1102.40198.6499.281178.35984.751686.881600.981178.35984.751686.88M-17.90-5.97-178.31-218.34175.73-30.14-29.84-218.34175.93-30.14柱顶N1351.91360.01157.741487.521179.932085.091986.311487.521179.932085.09M8.952.98487.02548.81-527.5115.0614.91548.81-527.5115.061柱底N1383.74760.01157.741516.171208.572128.062024.501516.171208.572128.06357.4.2 柱端剪力组合和设计值的调整5 层：恒载 SGk =（M上+M下）/h=-（64.09+38.98）/3.6=-28.63 kN活载 SQk =（M上+M下）/h=-（5.66+8.86）/3.6=-4.03 kN地震作用 SEk =（M上+M下）/h=（104.28+44.69）/3.6=41.38 kN为体现强剪弱弯，对框架柱剪力进行调幅，按混凝土设计规范下式进行调幅。四级框架柱端部组合的剪力设计值的调整： V= vc(Mbc+Mtc)/HnREV 注：V 为柱端截面组合的剪力设计值 Hn为柱的净高 Mbc.Mtc分别为柱的上.下端截面组合的弯矩设计值 vc为柱端剪力增大系数（三级取 1.2） 取 0.85REV表 7.5 横向框架 A 柱剪力组合表 1.2(SGk+0.5SQk)REg+1.3SEk层 次SGkSQkSEk1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKV= vc（M REgbc+M lc）/hn 5-28.63-4.0341.3814.47-76.98-42.68-39.6037.034-15.78-6.0663.6350.13-88.50-27.36-27.4248.783-16.94-5.7479.1767.28-107.69-28.61-28.3657.022-19.62-8.4490.7996.42-123.72-33.13-32.8465.841-7.84-2.66117.62120.63-139.32-13.24-13.1365.29表 7.6 横向框架 B 柱剪力组合表 1.2(SGk+0.5SQk)REg+1.3SEk层 次SGkSQkSEk1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKV= vc（M REgbc+M lc）/hn 525.843.6849.6683.11-28.4434.8836.1643.64414.805.4675.28101.07-65.3025.4425.4066.44315.695.2395.00123.65-86.3026.4126.1581.23217.575.85108.95141.29-99.4829.5729.2793.4417.462.49184.81213.09-197.8712.4812.8476.35367.4.3 柱端弯矩设计值的调整（1）除框架顶层和柱轴压比0.15，需要调整。第 2 层，柱顶轴压比N = N/Ac fc=1139.71103/14.3/5502=0.260.15，需要调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=1160.38103/14.3/5502=0.250.15，需要调整。第 1 层，柱顶轴压比N = N/Ac fc=1468.44103/14.3/5502=0.340.15，需要调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=1495.29103/14.3/5502=0.350.15，需要调整。B 柱第 5 层，按抗震规范，无需调整。第 4 层，柱顶轴压比N = N/Ac fc=550.51103/14.3/5502 =0.130.15，无需调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=571.18103/14.3/5502=0.130.15，需要调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=866.80103/14.3/5502=0.200.15，需要调整。37第 2 层，柱顶轴压比N = N/Ac fc=1157.67103/14.3/5502=0.270.15，需要调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=1178.35103/14.3/5502=0.270.15，需要调整。第 1 层，柱顶轴压比N = N/Ac fc=1487.52103/14.3/5502=0.340.15，需要调整。柱底轴压比N = N/Ac fc=1516.57103/14.3/5502=0.350.15，需要调整。2 层 A 节点右梁弯矩 MA=-438.57/0.75+163.29/0.85(0.55-0.6/2)=-536.73kNmA 节点上下柱弯矩 M上=-243.60/0.8+128.16/0.850.1=-290.55 kNm M下=268.09/0.8-149.04/0.85(0.55-0.1)=268.04 kNmMc=290.55+268.04=558.59 kNm Mb=277.30 kNm 1.2Mc=1.2277.30=333.66 kNmM上=333.66290.55/558.59=173.08 kNm M上=0.8173.08=138.46kNmREgM下=333.66268.04/558.59=159.68 kNm M上=0.8159.68=127.74kNmREg表 7.7 横向框架 A 柱柱端组合弯矩设计值的调整 层 次54321截 面柱 顶柱 底柱顶柱 底柱 顶柱 底柱 顶柱 底柱 顶柱 底Mc=cMb128.14113.51131.22138.46127.74231.33NREg547.45875.521139.711160.381468.441495.29表 7.8 横向框架 B 柱柱端组合弯矩设计值的调整层 次54321截 面柱 顶柱 底柱 顶柱 底柱顶柱 底柱 顶柱 底柱 顶柱 底Mc=cMb137.24153.58184.11190.76147.07246.58NREg846.12866.801157.671178.351487.521516.17388 截面设计及配筋计算8.1 框架梁8.1.1 梁正截面受弯承载力计从内力组合表中分别选出截面及支座截面最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。1 层：支座弯矩 MA =438.57/0.75-163.29/0.850.55/2=488.71kN.m, MA=0.75488.71=366.53kN.m MB 左=321.99/0.75-164.21/0.850.55/2=376.19 kN.m MF=0.75376.19=282.14kN.mMB 右=85.00/0.75-53.67/0.850.55/2=96.26 kN.m MF=0.7596.26=52.20kN.m跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩。AB 跨 V=1.3102.82-（65.18+0.516.93）=60.02 kN 则支座边缘处 Mmax=146.34/0.75-60.020.55/2)=178.61 kN.mBC 跨 V=1.344.36-（8.75+0.53.65）=45.28 kN Mmax=96.58/0.75-45.280.55/2 =116.32kN.m当梁下部受拉时，按 T 形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。AB 跨：翼缘计算宽度 当按跨度考虑时，bf=l/3=8400/3=2.2m=2800mm。当按梁间距考虑时，bf=b+Sn=250+8400=8650mm。按翼缘厚度考虑时 h0=h-as=700-35=665mm, , hf/ h0=100/665=0.180.1,此种情况不起控制作用，故取 bf=2800mm梁内纵向钢筋选用 HRB335 级钢(fy=300N/mm，fy=300N/mm), =0.550b下部跨间截面按单筋 T 形截面计算。=1.014.32800100（665-100/2）=1620.19KN.m 178.61 210111fffchhhbfkN.m属第一类 T 形截面：=178.61106/（1.014.328006652=0.018 （7.5）()210/sfcMbf haa= =0.0180.2,满足要求。将下部跨间截面的 420 钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1256mm2，再计算相应的受拉钢筋 As，即支座 A 上部：=11121()ysosscoMf A haf haa-=108. 05402505 .140 . 135-565527300-1053.3662626. 0265/70/20114. 0211x0haass受压钢筋的应力达不到1yf由 M=fyAs(ho-as)得/(ho-as)fy/(ho-as) fy=366.53106/(250(665-35) =2305.02mm2MAs实配钢筋：428（AS=2463mm2）支座 Bl上部/(ho-as)fy/(ho-as) fy=282.14106/(250(665-35) =1774.47mm2MA s实配钢筋：428（AS=2463mm2）=2463/（250665）=1.70.3, AS/AS=0.72 0.3, 满足要求。BC 跨 bf=l/3=3.6/3=0.9=900mm=1.014.3900100（365-100/2）=276.71KN.m210111fffchhhbf116.32KN.m属第一类 T 形截面：=116.32106/（1.014.31003652）201/ahfabMcfs=0.128=0.1300.2,满足要求。将下部跨间截面的 422 钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1520 mm2，再计算相应的受拉钢筋 As，即支座 A 上部：11121()ysosscoMf A haf haa-=07. 02653005 .140 . 135-365520300-1026.9626=0.073 0.3, AS/AS=0.910.3, 满足要求。表 8.1 框架梁纵向钢筋计算表层次截面M /kN.mbfAs /mm2As /mm2实配钢筋 As /mm2As/As /%A-143.3028000804901416(As=804)10.73支座B左-123.8228000804800416(As=804)10.73AB 跨间90.4728000.086541416(As=804)10.73支座 B右-93.739000804789416(As=804)10.735BC 跨间80.689000.058630416(As=804)10.73A-229.152800015201480422(As=1520)0.80.96支座B左-210.132800015201357422(As=1520)0.80.96AB 跨间 190.7128000.0291145422(As=1256)0.77支座 B右-174.63900015701128422(As=1256)0.971.233BC 跨间 171.449000.1181488422(As=1520)1.19A-366.532800024632305422(As=2463)0.621.4支座B左-282.142800024631774422(As=2463)0.621.4AB 跨间 178.6128000.0181066422(As=1256)1.4支座 B右-52.20900015271695422(As=1520)0.901.11BC 跨间 116.329000.0121478422(As=1520)1.18.1.2 梁斜截面受弯承载力计算1 层 AB 跨：（1）验算截面尺寸 hw=ho=700-40=660 mm hw/b=660/250 V=193.02kN 截面符合条件。（2） 验算是否按构造配箍0.7ftbh0=0.71.43250560=140.14 kN min满足要求。BC 跨： hw=ho=400-40=360 mm hw/b=360/300 rRE V=161.18kN 0.7ftbh0=0.71.43300360=78.08 kNmin满足要求。表 8.2 框架梁斜截面承载力计算表梁端加密区非加密区层次截面hw/b0.25fcbh0/KNVREg/KN0.7ftbh0/KNAs/Smm2/ mm实配钢筋(As/S)实配钢筋（PSV%）ABl2.24128.4369.3654.83-0.040双肢8100（1.01）双肢8200（1.67）5Br0.78485.4849.0742.36-0.100双肢8100（1.01）双肢8200（1.67）ABl2.24198.87113.2678.450.32双肢8100（1.01）双肢8200（1.67）3Br0.784206.53118.8486.990.63双肢8100（1.01）双肢8200（1.67）ABl2.24500.5193.02140.140.36双肢8150（0.67）双肢8200（1.67）1Br0.7820.09420.42020.45120.09320.37020.3875，故应考虑偏心矩增大系数 。 1=0.5fcA/N=0.514.35502/（1495.29103）=1.431.0 取 1=1.0 又 l0/h=4950/550=915，取 2=1.0 =1+ l0212h0/1400eih2=1+92510/(1400176.14)=1.17 e=ei+h/2as=1.17176.14+550/240=441.08mm对称配筋：0=N/fcbh0=1495.29103/(14.3550510)=0.3735，故应考虑偏心矩增大系数 。1=0.5fcA/N=0.514.35502/（1840.57103）=1.181.0 取 1=1.0 又 l0/h=4950/550=915，取 2=1.0 =1+ l0212h0/1400eih2=1+92550/(140027.92)=2.14ei=2.1427.92=59.74mm0.3h0=0.3510=153mm,故为小偏心压。e=ei+h/2as =59.74+550/240=294.74mm=（Nbfcbh0）/ (Ne0.45fcbh02)/(0.8b)/(h0as,) +fcbh0 +b0.8%45 表 8.4 A 柱正截面承载力计算A 柱一层三层五层组合方式MmaxNNmax MMmax NNmax MMmax NNmax MM (kNm)233.4715.89209.9650.96183.4961.48N (kN)1495.291840.24547.451117.29252.21375.34l0 (m)4.983.65.253.64.653.6e0=M/N (mm)156.147.92383.5245.61727.53163.80ea (mm)202020202020ei=e0+ea (mm)176.4127.92403.5265.61727.53163.80c1.172.141.261.331.011.050.3h153153153e=ei+h/2as (mm)441.08294.74753.11342.18867.43192.990.373-0.3640.384-0.8650.0960.073偏心性质大小大小大小AS=AS(mm2)275605568869320837实配钢筋420420420面积(mm2)125612561256S(%)0.90.90.946表 8.5 B 柱正截面配筋计算表B 柱一层三层五层组合方式MmaxNNmax MMmax NNmax MMmax NNmax MM kNm)548.8115.06360.5347.26229.5555.54N (kN)1516.172128.06846.121257.961252.29400.11l0 (m)4.953.65.253.64.653.6e0=M/N (mm)381.977.07307.9137.5790.98138.82ea (mm)2502020202020ei=e0+ea (mm)381.9727.07327.9157.57110.98158.82c1.281.431.391.521.321.320.3h153153153e=ei+h/2as (mm)751.18365.31726.38356.51401.26456.710.296-0.3620.386-0.8620.0260.076偏心性质大小大小大小AS=AS(mm2)1376869576889569812实配钢筋422418418面积(mm2)152010171017S(%)0.90.90.9478.2.3 柱斜截面承载力计算1 层 A 柱：上柱柱端弯矩设计值 MCt=127.74/0.8=159.68 kNm对四级抗震等, 柱底弯矩设计值 MCb=231.331.25=289.16 kNm 框架柱剪力设计值 V=1.2（MCt+MCb）/Hn=1.2(159.68+289.16)/4.95=108.81kNV/Cfcbho=65.29103/(14.3550510)=0.0163, 取 =3N=1495.291.2=1794.35 kN 0.3fcbh=0.314.35502/103=1297.73kN取 N=1297.73 kN由 Vc (1.75 ftbho /(1+) + fyvh0 ASV/S+0.056N)/ 得REg ASV/SV-1.75fcbho/(1+)+0.056N/(fyvh0)=65.29REg-1.7514.3550510/4-0.0561297.73)/ (300510)0故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用 4 肢 12100。由前面知 轴压比 n=0.34 查的最小配筋率特征值 v=0.039最小配筋率 vmin=vfc/fyv=0.03914.3/300=0.27%。 Asv/s=0.27500500/(1008500)=0.169vcorAilrS取 8 ASV=50.3mm,则 s298mm.根据构造要求，取加密区箍筋为 412100,加密区位置及长度按规范要求确定。非加密区还应满足 s15d=270mm,故箍筋取 412200。表 8.6 柱斜截面配筋计算表实配箍筋柱号层次REVC (KN)0.2fcbbh(KN)N(KN)0.3fcA(KN)svASvmin加密区非加密区48165.29802.231794.351297.7300.270412100(0.88)414200(0.44)3101.67802.231227.601297.7300.419412100(0.75)412200(0.44)A柱539.67802.23332.131297.7300.340412100(0.75)412200(0.44)160.93802.231688.531297.7300.470412100(0.75)412200(0.44)3129.92802.231069.711297.7300.380412100(0.75)412200(0.44)B柱555.38802.23318.551297.73Vj=1698.55kN 故承载力满足要求。表 8.7 框架梁柱节点核芯区截面抗震验算表柱别层次hb(mm)hbo(mm)Hc(m)Mb(kNm)bj=bc(mm)hj (mm)NVj(kN)式 1式 254253902.23216.595505500557.682088.55198.4134253903.6453.115505501268.151588.432088.551367.49A节点14253905.23536.785505501773.631543.192290.101698.444954253902.18203.545505500539.762088.55566.1334253903.6483.275505501458.661732.912088.551639.22B节点14253905.23558.095505501773.631698.552290.101773.63其中 +cHHyHy上上=+0.750.75bMMM左右式 1: 0.3jfcbjhj/RE。 式 2：1.1jftbjhj+0.05jNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s/RE可知上表都满足要求。509 楼板设计9.1 楼板类型及设计方法的选择对于楼板，根据弹性理论，L02/L011.5 时，减小 10%，当 lox/loy1.5 时，减小 20%，角区不减小，与角区相连接的支座也不减小。As=0yh0.95fM支承形式两邻边简支两邻边固定一边简支三邻边固定一边简支三邻边固定四边固定Mx1-0.11487.43.523.52=-10.53-0.08277.43.63.6=-7.93-0.08368.13.6=-1.83-0.08298.103.6=-1.81支座My1-0.07857.43.523.52=-7.20-0.05707.43.63.6=-5.47-0.05698.103.6=-1.24-0.05708.103.6=-1.2552表 9.2 板的跨中截面配筋截面M/ho/mm2AS/ mm2选配钢筋实配 面积 / mm2lox 方向5.5580348102003930.393A区格loy方向1.097078102802810.312lox 方向0.94.71=4.2480266102403270.327B区格loy方向0.90.71=0.647046102802810.312lox 方向0.93.12=2.3580176102802810.312C区格loy方向0.90.35=0.327023102802810.312lox 方向0.93.08=3.6780174102403270.327D区格loy方向0.90.35=0.327023102802810.312板的最小配筋率为 0.2和 45ft/fy中的较大值，451.43/300=0.306.以上配筋满足要求。 表 9.3 板的支座截面配筋截面Mho/mm2AS/ mm2选配钢筋实配 面积 / mm2AB6.3470454101505230.581AC6.18704428100 5030.559BD0.94.87=4.387031481503350.372CD0.91.25=1.13708181802790.310BC0.94.88=4.397031481503350.372Ax5.277037781204190.466Ay3.67025881603140.349Bx0.93.97=3.577025681603140.349Cy0.90.62=0.56704081802790.310DD0.91.25=1.13708181802790.310BB0.95.47=7.257035281204190.466板的最小配筋率为 0.2和 45ft/fy中的较大值，451.43/300=0.306.以上配筋满足要求。5310 楼梯设计10.1 选用楼梯样式该工程楼梯踏步宽为 0.308m，高 0.15m,底层层高 3.9m，共 26 级踏步，为不等跑楼梯，第一跑水平投影长度 1240.3084.312m，故用梁式楼梯计算，第二跑及以上楼层为 100.3083.08m 的水平投影长度，故采用钢筋混凝土板式楼梯。设楼梯活载标准值为 2kN/m2,设计混凝土强度等级为 C30，楼梯的梯面和踏面均为水磨石面，底面为石灰粉刷。受力钢筋用 HRB335，其余用 HPB300 钢筋，楼梯栏杆用金属栏杆。10.2 梯段板计算图 7.1 楼梯平面布置1.梁式楼梯计算荷载计算arctan(150/308)25.97，cos0.899，斜板厚度取 40mm，截面平均高度150/240/0.899120踏步板自重： 1.20.120.308251.11kN/m踏步地面重： （0.3080.15）0.651.20.36kN/m底板抹灰重： 0.3430.02171.20.14kN/m栏杆重： 0.11.20.12kN/m54活载： 0.3082.51.41.08kN/m总计 2.81kN/m内力计算斜梁截面尺寸选用 150mm308mm，则踏步板计算跨度为 2.055m踏步板跨中弯矩M1/82.812.05521.48kNm配筋计算踏步板计算截面尺寸 308mm120mm，h012020100mms1.48106/(14.33081002)0.034,0.035201bhfMcAs0.03530810014.327057.09minbhycffbh10 0.00230812073.92所以踏步板应按构造配筋，每踏步用 2 8，踏步内斜板分布的钢筋为 82002.板式楼梯计算荷载计算板厚取 l0/30，板厚 hl0/303080/30123.2,取 120。arctan(150/308)25.97，cos0.899,取 1m 宽板带为计算单元。踏步板自重： （0.1340.284）/20.308125/0.3081.26.25kN/m踏步地面重： （0.3080.15）0.02120/0.3081.20.71kN/m底板抹灰重： 0.3430.02117/0.3081.20.45kN/m栏杆重： 0.11.20.12kN/m活载： 10.3082/0.3081.42.8kN/m总计 10.34kN/m内力计算Mmax0.110.343.426212.14kNm 2101pl55Vmaxcos0.510.343.4260.89915.93kNpl21配筋计算板的有效高度 h0h2012020100，混凝土抗压设计强度 fc14.3N/mm2,钢筋抗拉强度设计值 fy270N/mm2s12.139106/(14.310001002)0.085,查表得s0.95620bhfMcAs12.139106/(2700.956100)470.2850hfMsy选用 10100 钢筋，实际 As785mm2梯段板抗剪，因 0.7ftbh00.71.431000100100100N15.927kN所以满足抗剪要求，支座构造配 10200 的钢筋。 10.3 楼梯斜梁计算荷载计算踏步板传荷 0.52.812.1751/0.3089.92kN/m斜梁自重 1.2（0.3080.04）0.15251/0.8991.34kN/m斜梁抹灰 1.2（0.3080.04）0.02171/0.8990.24kN/m总计 11.5kN/m内力计算 取平台梁截面尺寸 200400，斜梁水平方向的计算跨度 4.512m斜梁跨中截面弯矩及支座截面剪力分别为M11.54.5122/829.26kNmV0.511.54.5120.89923.32Kn配筋计算斜梁按照 T 形截面来进行配筋计算，取 h030035265mm翼缘有效宽度 bf按照倒 L 形截面来计算按梁的跨度：bfl/64512/6752mm按翼缘宽度：bfbs0/21504312/22306mm按翼缘高度：hf/h040/2650.150.1取 bf752mm56首先按第一类 T 形截面进行试算s29.26106/(14.37522652)0.037,201bhfMc0.0380.150hhf结构确定是第一类 T 形截面，所以As0.03875226514.3300372minbhycffbh10 0.00215030892.4因此选用 2 120.7ftbh00.71.4315026540991NVmax所以，可以按照构造来配置箍筋，选双肢箍 8200，ssmax200mm10.4 休息平台板计算以 1m 宽板为计算单元，板厚取 100mm。荷载计算面层： 0.021201.20.48kN/m板字重： 0.11251.23kN/m板底粉刷： 0.021171.20.41kN/m活载： 121.42.8kN/m总计 6.69kN/m宽度为 1500mm 的平台板:Mmax0.16.691.421.31kNm 2101pl配筋:s1.31106/(14.31000802)0.0143,查表得s0.99320bhfMc57As1.31106/(2700.99380)610hfMsy选 8200 钢筋， As252mm2宽度 2320mm 的平台板：Mmax0.16.692.3223.6kNm2101pl配筋：s3.6106/(14.31000802)0.039,查得s0.9820bhfMcAs3.6106/(2700.9880)1700hfMsy选用钢筋 8150， As335mm210.5 平台梁计算截面尺寸 200mm400mm荷载计算:休息平台板传： 6.691.81/26.05N/m梯段板传： 10.343.426/217.72kN/m梁自重： 0.20.4251.051.22.52kN/m总计 26.29kN/m内力计算Mmax26.294.52/866.55kN 281pl配筋计算钢筋采用 HRB335 钢，h040035365s66.55106/(14.32003652)0.175,查表得s0.920bhfMcAs66.55106/(3000.9365)6750hfMsy选用 3 18 的钢筋，实际 As763mm2Vmax0.5pl0.526.294.559.15kN0.25c fcbh00.251.014.3200365260975NVmax0.7ftbh00.71.4320036573073NVmax58所以满足抗剪要求。11 基础设计11.1 地质资料地质资料：地质报告：工程地质剖面图如下图所示。59r=19.8kN/m3fk=210kN/m2Es=16000kN/m2r=19kN/m3fk=200kN/m2Es=12000kN/m2r=18kN/m3fk=200kN/m2Es=8000kN/m2纵向剖面粉质黏土：粉土：黏土：横向剖面粉质黏土粉土7m(e=0.8,IL=0.75)黏土：10m图 11.1 工程地质剖面图场地条件：拟建场地地表平整，地下水位在地表下 0.8 米。本设计以边柱为例进行手工计算。由内力组合表可知，基础顶面处的设计荷载为：边柱：M=-323.7kNm ；N=1008.9kN ；V=-118.7kN基础梁及底层半墙自重：kNGk44.332/3 . 4)5 . 06 . 3(24. 0186 . 0)5 . 06 . 3(5 . 2设计值：kNGGk13.402 . 1实际的内力控制值：边柱：M=-323.7kNm ；N=1049.0kN ；V=-118.7kN11.2 地基承载力特征值由地质报告可知，本工程将持力层选定为黏土层，基础埋深初定为 1.5m。60图 11.2 土层分布及埋深查建筑地基基础设计规范可知，当基础宽度大于 3m 或埋置深度大于 1.5m 时,修正后的地基承载力特征值按下式计算：，其中为基础底面以上土的加权平均重度)5 . 0()3(dbffmdbkam本设计取3/20mKNm粘土的宽度修正系数，深度修正系数3 . 0b6 . 1dKpadbffmdbka232)5 . 05 . 1 (206 . 1200)5 . 0()3(11.3 计算信息1. 材料信息61基础混凝土等级: C30 ft_b=1.43N/mmfc_b=14.3N/mm柱混凝土等级: C30ft_c=1.43N/mmfc_c=14.3N/mm钢筋级别: HRB400 fy=360N/mm2. 计算信息结构重要性系数: o=1.0 基础埋深: dh=1.500m纵筋合力点至近边距离: as=40mm基础及其上覆土的平均容重: =20.000kN/m最小配筋率: min=0.150%3. 作用在基础顶部荷载标准值=1049.000kN=0.000kNgkFqkF=-323.700kN/m=0.000kN/mgxkMqxkM=118.700kN/m=0.000kN/mgykMgykM=0.000kN=0.000kNgxkVqxkV=0.000kN=0.000kNgxkVqxkV永久荷载分项系数 rg=1.00可变荷载分项系数 rq=1.00=+=1049.000+(0.000)=1049.000kNkFgkFqkF=+(-)/2+(-)/2xkMgxkMgkF2A1AqxkMqkF2A1A =-323.700+1049.000(1.500-1.500)/2+(0.000)+0.000(1.500-1.500)/2 =-323.700kN/m=+(-)/2+(-)/2ykMgykMgkF2B1BqxkMqkF2B1B =118.700+1049.000(1.500-1.500)/2+(0.000)+0.000(1.500-1.500)/2 =118.700kN/m=+=0.000+(0.000)=0.000kNxkVgxkVqxkV=+=0.000+(0.000)=0.000kNykVgykVqykV=rg+rq=1.00(1049.000)+1.00(0.000)=1049.000kN1FgkFqkF=rg(+(-)/2)+rq(+(-)/2)x1MgykMgkF2A1AqxkMqkF2A1A=1.00(-323.700+1049.000*(1.500-1.500)/2)+1.00*(0.000+0.000*(1.500-1.500)/2)62=-323.700kN/m=rg(+(-)/2)+rq(+(-)/2)y1MgykMgkF2B1BqxkMqkF2B1B=1.00(118.700+1049.000(1.500-1.500)/2)+1.00(0.000+0.000(1.500-1.500)/2)=118.700kN/m=rg+rq=1.00(0.000)+1.00(0.000)=0.000kNx1VgxkVqxkV=rg+rq=1.00(0.000)+1.00(0.000)=0.000kNy1VgykVqykV=1.35=1.351049.000=1416.150kN2FkF=1.35=1.35(-323.700)=-436.995kN/mx2MxkM=1.35=1.35*118.700=160.245kN/my2MykM=1.35=1.35(0.000)=0.000kNx2VxkV=1.35=1.35(0.000)=0.000kNy2VykVF=max(|F1|,|F2|)=max(|1049.000|,|1416.150|)=1416.150kNMx=max(|,|)=max(|-323.700|,|-436.995|)=-436.995kN/mx1Mx2MMy=max(|,|)=max(|118.700|,|160.245|)=160.245kN/my1My2MVx=max(|,|)=max(|0.000|,|0.000|)=0.000kNx1Vx2VVy=max(|,|)=max(|0.000|,|0.000|)=0.000kNy1Vy2V11.4 计算参数1. 基础总长 Bx=+=1.500+1.500=3.000m1B2B2. 基础总宽 By=+=1.500+1.500=3.000m1A2A3. 基础总高 H=+=0.300+0.300=0.600m1h2h4. 底板配筋计算高度 ho=+-as=0.300+0.300-0.040=0.560m1h2h5. 基础底面积 A=BxBy=3.0003.000=9.000m26. Gk=BxBy=20.0003.0003.0001.500=270.000kNdhG=1.35Gk=1.35270.000=364.500kN63 图 11.2 基础剖面尺寸示意图6411.5 计算作用在基础底部弯矩值 =-=-323.700-0.0000.600=-323.700kN/mdxkMxkMykhV=+=118.700+0.0000.600=118.700kN/mdykMykMxkhV=-=-436.995-0.0000.600=-436.995kN/mdxMxMyhV=+=160.245+0.0000.600=160.245kN/mdyMyMxhV图 11.2 弯矩和剪力的计算示意图11.6 验算地基承载力1. 验算轴心荷载作用下地基承载力pk=(+)/A=(1049.000+270.000)/9.000=146.556kPakFkG因 opk=1.0146.556=146.556kPafa=232.000kPa轴心荷载作用下地基承载力满足要求2. 验算偏心荷载作用下的地基承载力exk=/(+)=118.700/(1049.000+270.000)=0.090mdykMkFkG因 |exk|Bx/6=0.500m x 方向小偏心,=(+)/A+6|/()kmax_xPkFkGdykMx2ByB =(1049.000+270.000)/9.000+6|118.700|/(3.00023.000) =172.933kPa65=（+)/A-6|/()kmin_xPkFkGdykMx2ByB =(1049.000+270.000)/9.000-6|118.700|/(3.00023.000) =120.178kPaeyk=/(+)=-323.700/(1049.000+270.000)=-0.245mdxkMkFkG因 |eyk|By/6=0.500m y 方向小偏心=(+/A+6|/()kmax_yPkFkGdxkMy2BxB =(1049.000+270.000)/9.000+6-323.700|/(3.00023.000) =218.489kPa=(+)/A-6|/()kmin_yPkFkGdxkMy2BxB =(1049.000+270.000)/9.000-6|-323.700|/(3.00023.000) =74.622kPa3. 确定基础底面反力设计值=()+()+kmaxPkkmax_xP-Pkkmax_yP-PkP =(172.933-146.556)+(218.489-146.556)+146.556 =244.867kPao=1.0244.867=244.8671.2fa=1.2232.000=278.400kPamaxk PpaK偏心荷载作用下地基承载力满足要求11.7 基础冲切验算图 11.3 冲切验算计算简图10.7.1. 计算基础底面反力设计值10.7.11. 计算 x 方向基础底面反力设计值ex=/(F+G)=160.245/(1416.150+364.500)=0.090mdyM66因 exBx/6.0=0.500m x 方向小偏心=(F+G)/A+6|/()max_xPdyMx2ByB =(1416.150+364.500)/9.000+6|160.245|/(3.00023.000) =233.460kPa=(F+G)/A-6|/() min_xPdyMx2ByB =(1416.150+36
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