某集体宿舍楼的建筑设计

1、1、绪论1、 设计依据：依据整体扩建方案，在学校生活区内建一栋宿舍楼来解决新招学生及员工生活需求。2、工程概况：集体宿舍楼，柱下砼独立基础，地上三层，钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为现浇， 建筑面积约为 3800m2，建筑物外形为巨型， 宽 16.14m，长为 77.54m，建筑方案确定，房间开间3.9m，进深 6.9m，走廊宽 2.1m，层高 3.3m，室内外高差为0.6m，设防烈度 8 度，设计基本地震加速度值为0.05g，建筑等级二级，建筑耐火等级二级，砼框架结构抗震等级四类，设计使用年限50 年，该项目包括管理室、公共活动室、厕所及晾晒空间，配备活动室。2、 建筑设计说明书本设计为某集体

2、宿舍楼的建筑设计，实际建筑面积为3755.49 平方米，拟建 3 层。本设计共分为以下几个部分：建筑平面的设计；建筑剖面的设计；建筑体型和立面的设计；3 结构设计说明书3.1框架结构设计任务书-1-3.1.1工程概况某集体宿舍楼，主体三层，钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为现浇，建筑面积3755.49m2 ，建筑物外形为巨型，宽16.14 米，长为 77.54 米，建筑方案确定，房间开间 3.9 米，进深 6.9 米，走廊宽 2.1 米，层高 3.3 米，室内外高差为0.6 米，设防烈度 8度，二类场地。地震参数区划的特征周期分区为二区，抗震等级二级。图 3-1 柱网布置3.1.2设计内容(1)确

3、定梁柱截面尺寸及框架计算简图(2)荷载计算(3)框架纵横向侧移计算；(4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析；(5)内力组合及截面设计；(6)节点验算。3.2框架结构设计计算3.2.1梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定(1)初估截面尺寸 柱：一、二、三层： b× h=350mm×350mm。 梁：-2-KL1=b × h=300mm×600mmKL2=b × h=300mm×600mmKL3=b × h=300mm×600mmKL4=b × h=300mm×600mmKL5=b × h=3

4、00mm×600mm(2) 梁的计算跨度以上柱形心线为准，由于建筑轴线与墙轴线不重合，故建筑轴线与结构计算跨度相同，见图中所示。底层柱高度： h=3.3m+0.6m+1.2m=5.1m，其中 3.3m 为底层层高， 0.6m 为室内外高差，1.2m 为基础顶面至室外地面的高度，其它柱高等于层高，即3.3m，由此得框架计算简图图 3-2 框架梁编号图 3-3 梁的计算跨度3.2.2荷载计算（ 1）屋面均布恒载按屋面的做法逐项计算均布荷载，计算时注意：吊顶处不做粉底，无吊顶处做粉-3-底，近似取吊顶，粉底为相同重量。二毡三油防水层0.35KN/m2冷底子油热玛蹄脂二道0.05 KN/m

5、2200mm 厚泡沫混凝土保温层0.2×6=1.2KN/m 2120mm 厚现浇板0.12×25=3 KN/m 215 mm 厚吊顶与粉底0.015×17= 0.2 6KN/m2共计5.26 KN/m 2图 3-4 横向框架计算简图及柱编号（2）楼面均布恒载按楼面做法逐项计算；水磨石地面0.65KN/m2120 厚现浇板0.12×25=3 KN/m2吊顶与粉底0.015×17= KN/m2共计3.91 KN/m2其它层楼面荷载：16.14×77.54×4.15=5193.71KN（3）屋面均布活荷载雪荷载标准值：16.14&

6、#215;77.54×0.25=1251.5KN计算重力荷载代表值时，由于设计的可上人屋面，因此取荷载为1 .5 KN/m 2，此时雪荷载考虑。-4-屋面活荷载标准值：16.14×77.54× 1.5=1877.24KN（ 4）楼面均布活荷载楼面均布活荷对旅馆的一般房间为1.5 KN/m2 ；走廊、楼梯、门厅等处取为2.0KN/m2 为了计算方便，此处偏安全地同意取均布活荷载2.0 KN/m2楼面均布活荷载标准值为：（10× 3.6+0.5）×（ 6.6× 2+2.4+0.5）× 2=1175 KN（ 5）梁柱自重（包括梁侧

7、、梁底、柱的抹灰重量）梁侧、梁底抹灰近似按加大了梁宽考虑每根重量计算 0.34× 0.7×6.1×25=36.3KN表 3-1 梁柱自重编号截面（ m2）长度（ m）根数每根重量（KN ）L10.3× 0.66.92836.3L20.3× 0.62.11411.3L30.25× 0.66.912630.96L40.25× 0.42.1635.51L50.25× 0.65.14013.48L60.25× 0.455.124010.1Z10.35× 0.355.14435.4Z20.35×

8、 0.353.326424.1（ 6）墙体自重墙体均为 240 厚，两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。单位面积上墙体重量为0.28×19=5.32KN/m2卫生间墙厚为180:0.2× 19=3.8 KN/m2墙体自重计算见表：考虑墙体上有门和窗,所以墙净重按 80%折算 .-5-表 3-2墙体自重墙体每片面积片数重量（ KN ）折算重量 （ KN ）（ m2）底层纵墙3.1×4.23322861829底层横墙6.1×4.21317721550标准层纵墙3.1× 2.853516451316标准层横墙6.1×2.719166514

9、50卫生间纵墙1.71×2.8524445445卫生间横墙2.6×2.724640640女儿墙纵墙1.2×10× 3.628686女儿墙横墙1.2×（ 6.6 ×2+2.4 ）11919(7) 荷载分层总汇。顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%的均布活荷载，纵横墙自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙体自重。将上述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值如下：第三层： G3=8976KN第二层： G2=8976KN第一层： G1=10196KN3.2.3 水平地震作用下框架的侧移验算.（1）横梁线刚度 .混凝土 C30， Ec=

10、3× 107KN/m 2， fe=1.5N/mm2在框架结构中为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取 I=1.5I0（I 0 为梁的截面惯性矩）；对中框架梁取I=2.0 I0，、-6-图 3-5 质点重力荷载值8建筑物总重力荷载代表值Gi 为：46101KNi 1横梁线刚度计算结果列于表表 3 3 横梁线刚度边框架梁中框架梁梁 号截 面跨度3b=2.0Kb =EIb /LbK b=EI b/LI 0=bh /12II =2.0Lb× h（ m2）L（ m）m4I 0（ KNm ）I0（ KNm ）（ m4）（ m4）L 10.3× 0.6

11、6.95.4× 10-38. ×3.68× 104-310L 20.3× 0.62.15.4× 10-38.1×10.1× 10410-3L 30.25×0.66.94.5× 10-39×4.09×10410-3L 40.25×0.42.11.3× 10-32.6×3.25×10410-3L 50.25×0.65.14.5× 10L 60.25 ×5.11.9× 100.45-36.7549×45

12、.63× 107.5× 10× 10-310-3-32.8543.8×42.38× 103.17×10× 10-310-3-7-（2）横向框架柱的侧移刚度D 值计算.柱线刚度列于下表表 3 4 柱线刚度柱号截面柱高度 h惯性矩 Ic=bh 3/12线刚度 Kc（ Z）（ m2）（ m）（m4）Kc=EIc/hZ10.35 ×0.355.15.21× 10-33.22× 104Z20.35 ×0.353.35.21× 10-34.74× 104横向框架侧移刚度D 值计

13、算见下表表 35KK b ( 一般层 )层柱类型2K cKK b ( 底层 )Kc边框边柱3.68/3.22=1.143边框中柱（ 3.68+10.1）/3.22=4.28底层中框边柱4.09/3.22=1.27（ 4.09+3.25）中框中柱/3.22=2.28 D（ 3.68+3.68） /边框边柱（ 2*4.74 ）=0.78（ 3.68+10.1）横向框架侧移刚度D 值计算K （一般层）122+K0.5 KDKc h2 (kN / m)根数(底层 )2+K0.523859140.7611250140.5418887180.65010677184365200.281146774二边框中柱

14、*2/ （ 2*4.74 ）0.593309734三=2.91（ 4.09+4.09） /层中框边柱0.3011572218（ 2*4.74 ）=0.86中框中柱（ 4.09+3.25 ）*/0.4372282518（ 2*4.74 ）=1.55 D876446-8-（ 3）横向框架的自振周期按顶点位移法计算框架的自振周期。T1 1.70 T式中0基本周期调整系数。考虑非承重填充墙时取0.6T框架的顶点位移。表 36 横向框架顶点位移层间相对位移层次Gi （ KN ） Gi（ KN ）Di （KN/m ） = Gi/ Di i38976428088764460.04880.2502897651

15、7848764460.05910.2011110197619804365200.1420.142T1= T1 1.7 0T =1.7× 0.6×0.343=0.597（s）（ 4）横向地震作用计算在工类场地二区，结构的特征周期Tg 和地震影响系数 max 为：Tg=0.35（s） max=0.08由于 T1=0.597（s）>1.4=1.4×0.35=0.49（s），应考虑顶点附加地震作用。按底部剪力法求得基部剪力，若按GiHiFEFi=GiHi n= 0.08 T1+0.01=0.08×0.597+0.01=0.0578结构横向总水平地震作用标准

16、值：8FEK=（Tg/ T1） 0.9× max ×0.85Gii 1=2656KN顶点附加水平地震作用 Fn=n FEK=0.0578×2656=31.46KN各层横向地震剪力见表如下-9-表 3 7 各层横向地震作用及楼层地震剪力GiHi层8GjHjhiHiGiGiHiFiVi1次j33.311.4589761027750.1122802498.323.38.158976731540.080200.22698.514.854.8510197494510.0541352833.5注：图 3 6 横向框架各层水平地震作用及地震剪力（5）横向框架抗震变形验算.多遇地

17、震作用下，层间弹性位移验算见下表-10-表 3 8 横向变形验算层间剪力 Vi层间刚度 Di层间位移层高（ m）层间相对层次弹性转角（KN ）（KN）Vi/Di （m） e32498.38764460.00293.31/113722698.58764460.00313.31/106412833.5101970.00655.11/746层间弹性相对转角均满足要求 e< e=1/450（ 6）纵向框架柱侧移刚度 D 值.表 3 9 纵向框架柱侧移刚度 D 值计算KKb(一般层 )K（一般层）2 Kc根项目2+K12Kb (底层 )0.5 K (底层) D(kN / m)数KK c2K c2+

18、Kh层2.06/3.51=0.5870.4262983边框架边柱4.39/3.51=1.2510.539808212.06×2/3.51=1.1740.52779022底边框架中柱2.06+4.39/3.51=1.8380.609913212.01/3.51=0.5730.41762532中框架边柱层5.86/3.51=1.6700.591886222.01×2/3.51=1.1450.52378422中框架中柱2.01+5.86/3.51=2.2420.64696872 D1172002.06/1.36=1.5150.43164593边框架边柱4.39/1.36=3.22

19、80.617924712.06×2/1.36=3.0290.60290222二边框架中柱2.06+4.39/1.36=4.7430.703105351层2.01/1.36=1.4780.42563692中框架边柱5.86/1.36=4.3090.6831023622.01×2/1.36=2.9560.64396362中框架中柱2.01+5.86/1.36=5.7870.743111352-11-D131955边框架边柱5.86/1.09=5.3760.72987564顶5.86/1.09=5.3760.72987562中框架边柱层D52536（7）纵向框架自振周期表 3 1

20、0 纵向框架顶点位移计算层数Gi （ KN ）Gi （ KN ）Di （ KN/m ） i= Gi/ Di i33059.72916477.3031319550.12490.46423059.72919537.0321319550.14810.339112850.97122388.0331172000.19100.1910T1=1.7× 0.6×0.7711 0.896（s）>1.47s=0.42（s）（8）纵向地震作用计算结构纵向水平地震作用标准值为：FEK=( Tg )0.9×max×0.85 8T1i 1Gi （ 0.3 ）0.9×

21、0.08× 0.85×22388.003=568.66KN 0.896定点附加地震作用： n 0.08 T10.010.08× 0.420.01 0.043Fnn FEK0.0436×568.66=24.73KN各顶层纵向地震剪力计算见下页表11Fi GiHiFEK（1n）GiHij-12-表 3 11 各层纵向地震作用及层地震剪力层H iAiGiGi Hi次（ m）（ m）（ KN ）GiHiGiHiFiV i（KN ）（KN ）j33.311.93059.729364110.10255.47479.7723.38.63059.729263140.07

22、440.25520.0212.35.32850.971151100.04222.84542.86（ 9）纵向框架变形验算3.2.4水平地震作用下，横向框架的内力分析表 3-14 地震力作用下框架梁端弯矩及柱轴力层AB 跨BC 跨柱轴力次lM 左M 右V blM 左M 右V bN DN J(KNm(KN(KN(KN(KNn(m)（KN ）(m)(KN)(KN)m)m)m)36.692.976.525.672.460.8260.8250.6-53.2-50.283426.6153.4124.42.052.498.6598.6582.2-68.0-158.51134216.6168.2146.47.

23、662.4116.3116.396.9-87.8-207.535563723.2.5竖向荷载作用下框架的内力分析仍取中框计算（ 1） 荷载计算第三层梁的均布线荷载AB 跨屋面均布恒载传给梁5.26× 3.6 18.94 KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×254.35 KN/m恒载23.29 KN/m-13-图 38 地震作用下框架梁柱弯矩图-14-BC跨屋面均布恒载传给梁5.26×3.6 18.94 KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4× 252.9 KN/m恒载21.84 KN/m第二三层梁的均布线荷载AB 跨：

24、楼面均布荷载传给梁3.91× 3.614.08 KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29× 0.4×25 2.9 KN/m内横墙自重（包括粉刷）0.28 × 19×（ 3.6 0.6 ） 15.96KN/m恒载32.94KN/mBC 跨：楼面均布荷载传给梁3.91× 3.6 14.08KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4 ×252.9 KN/m恒载16.98KN/m第二三层活荷载：2×3.6 7.2 KN/m第二三层集中荷载：纵梁自重（包括抹灰）0.29×0.45 ×25×

25、;3.6 11.75 KN纵墙自重（包括抹灰）0.28×19+3.6×（ 3.6 0.45 ） 60.33 KN柱自重（包括抹灰）0.54×0.54 ×3.3 ×25 26.24 KN总计：98.32 KN第一层梁的均布线荷载：AB跨恒载：32.94 KN/mBC跨恒载：16.98 KN/m活载：7.2 KN/m第一层 集中荷载：纵梁自重（包括抹灰）0.29×0.6 ×25×3.6 15.66 KN纵墙自重（包括抹灰）0.28×19+3.6 ×（ 3.6 0.45 ） 60.33 KN柱自重（包

26、括抹灰）0.54×0.54 ×3.3 ×2526.24 KN-15-第一层柱自重（包括抹灰） ：0.54 ×0.54 ×4.85 ×25 35.36 KN总计：102.23KN注：双向板支承梁计算梯形分布荷载作用下，可将实际荷载换算成等效的均布荷载梯形分布： qeq=(1-2k 2+k3)q s三角形分布：qeq=5/8 q sDCBPpPPPMABMBAMABqMBAA aaa BABAL0L0图11图 310 双向板的传力图中框架恒载及活载见下图。图 3 11框架竖向荷载示意-16-（ 2） 用弯矩分配法计算框架弯矩固端弯矩计算将

27、框架梁视为两端固定梁计算固端弯矩，计算结果见表315表 3 15 固端弯矩计算AB 跨BC 跨固端弯矩固端弯矩简图M 0 M J（ KN/m ）简图M J=M K （ KN/m ）23.69KN/m1× 23.69×6.62 84.5421.84KN/m1× 21.84× 2.4210.48121232.94KN/m1 × 32.94× 6.62 119.5716.98KN/m1 ×16.98 ×2.428.1512125.4KN/m1× 5.4×6.6219.605.4KN/m1×

28、5.4×2.42 2.5912127.2KN/m1× 7.2×6.6226.147.2KN/m1× 7.2×2.42 3.461212分配系数计算考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如下图3-10 所示。切断的横梁线刚度为原来的一倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。传递系数：远端固定，传递系数为12远端滑动铰质，传递系数为1。弯矩分配：恒载作用下，框架的弯矩分配计算见图 311，框架的弯矩见图 313；活载作用下，框架的弯矩分配计算见图 312，框架的弯矩见图 314。梁端剪力及柱轴力计算梁端剪力V=V q Vm式中：

29、 V 梁上均布荷载引起的剪力，V 1ql ；qq2-17-Vm梁端弯矩引起的剪力，Vm柱轴力N=V+P式中： V梁端剪力；P 点集中力及柱自重。M左M右l图 3 11恒载弯矩分配图（ KN/m ）以 AB跨二、三层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。由图 3-9 ，查得梁上均布荷载为：第二层： q 32.94 KN/m集中荷载： 98.32 KN柱自重： 26.24KN第三层： q 23.29 KN/m-18-由图 3-13，查得：二层梁端弯矩：ML= 103.64 （82.91 ）KNmMr = 108.23（86.58 ） KN m三层梁端弯矩：ML=60.76 （48.61 ）KN

30、mMr=72.41 （57.93 ） KN m括号内为调幅后得数值三层梁端剪力 V qDVqJ 1 ql 1×23.29 ×6.6 76.86 KN2260.7672.41调幅前： V V =-1.77 KNmDmJ6.6VDVqDVmD 76.86 1.77 75.09 KNVJVqJVmJ 76.86 1.77 78.63 KN调幅后： V mD VmJ= 48.61 57.93 1.41 KN6.6VDVqDV 76.86 1.41 75.45 KNmDVV V 76.86 1.41=78.27 KNJqJmJ-19-图 3 12活载弯矩分配图（ KN/m ）-20-

31、图 3-13 恒载作用下框架弯矩图（KN.m ）-21-图 3-14 活荷载作用下框架弯矩图（KN.m ）同理第二层梁端剪力：调幅前： V D 1 ×32.94 ×6.6 103.64108.23 108.01 KN26.6VJ1×32.94× 6.6 103.64 108.23 109.40 KN26.6调幅后： V D 1×32.94× 6.6+ 82 .91 86.58 108.14 KN26.6V J1×32.94 × 6.6 82.91 86.58 109.26KN26.6第三层 A 柱柱顶及柱底轴力：N

32、 顶 VP73.45 075.45 KNN 底 75.45 26.24 102.69 KN第二层 A 柱柱顶及柱底轴力N 顶 75.45 108.14 98.32 281.91 KNN 底 281.91 26.24=308.15 KN其它梁端剪力及柱轴力计算见表16，活载作用下梁端剪力及柱轴力见表-22-表 3-16 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总剪力柱轴力BCBCBC层AB 跨AB 跨AB 跨A 柱B 柱跨跨跨数V qAV qA V mAV AV BV B N 顶N 底N 顶N 底V qBV mBV CV qB20.38-0.88107.82109.5820.3

33、83108.70488.23514.47560.54586.78（-0.70）（108.0）（ 109.40）20.38-0.75107.95109.4520.381270.92108.7001107.31133.541244.73（-0.60）（108.1）（109.3）7-0.95107.75109.6520.381317.41512.01108.7020.3801352.831476.8（-0.76）（107.9）（ 109.46）76注：括号内为调幅后的剪力值。表 3-17 活荷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总剪力柱轴力BCAB 跨BC 跨AB 跨AB 跨B

34、C 跨A 柱B 柱层跨数V mAV qA V qA V mAVAV BN 顶NN 顶 V AV BV qBV qB V mB底N 底V mC23.76-1.4923.524.0238.6408.6464.6290(-1.20)(23.55)（ 23.97）23.76-1.2823.6923.8328.6408.64135.42187.79(-1.02)(23.7)（ 23.82）23.76-0.8722.724.8218.6408.64158.34221.25(-0.70)（22.92）（ 24.6）注：括号内为调幅后的剪力值。3.2.6内力组合(1) 框架梁内力组合-23-在恒载和活载作用下

35、，跨间Mvmax可近似取跨中的M代表。M vmax1 ql 2 M 左 +M 右82式中： M左 、M右 梁左、右端弯矩，见图13、14 括号内的数值。跨中 M若小于 1 ql 2，应取 M 1 ql 2。1616在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数值法计算，如图3-15 所示。图中 M GA、MGB重力荷载作用下梁端的弯矩；MGA、MEB水平地震作用下梁端弯矩；RA、RB竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力。对 RB 作用点取矩：RAql1（MMMM）2lGBGAEAEBx 处截面弯矩为：MR xqx2M MA2GAEA由 dM 0，可求得跨间 Mmax的位置为 x1 R Ad

36、xq左震qMEAMEBALMGBMGARARBBEMABAGGEMMM2lE 8G/M 1qx1图15框架梁内力组合图-24-将 x1 代入任一截面 x 处的弯矩表达式，可是跨间最大弯矩为：Mmax MGE R A2MGA MEA qx 2MGAMEA2q2当右震时，公式中的 M 、M 反号。EAEBM 及 x1 的具体数值见表18，表中 RA、x1、M 均有两组数值。EAGE梁内力组合见表 19。表中恒载和活载的组合，梁端弯矩取调幅后的数值（图13、14 括号中数值），剪力取调幅前后的较大值，如图16 所示，图中M左、 M右为调幅前弯矩值。 M左、M 右为调幅后弯矩值。剪力值应取V 左 、V右 ，具体见表 3-16 、表 3-17 。表 3-18 MGE及 X 值计算1.2（恒 0.5 活）1.3 地震M GAM GBM EAM EB（ KN ·m