层框架结构一榀框架手算计算书

1、济南某培训中心综合楼计算书1工程概况拟建5层培训中心，建筑面积4500m2,拟建房屋所在地的设防参数，基本雪压 So=0.3kN m2,基本风压气=0.45kN m2地面粗糙度为B类。2结构布置及计算简图主体5层，首层高度3.6m,标准层3.3m,局部突出屋面的塔楼为电梯机房层高3.0m,外 墙填充墙采用300mm,空心砖砌筑，内墙为200mm的空心砖填充，屋面采用130mm，楼板采用 100mm现浇混凝土板，梁高度按梁跨度的1/121/8估算，且梁的净跨与截面高度之比不宜 小于4,梁截面宽度可取梁高的1/21/3,梁宽同时不宜小于1/2柱宽，且不应小于250mm, 柱截面尺寸可由土日 确定本

2、地区为四级抗震，所以rc = 0.8，各层重力荷载近似值 N c取13kN m-2,边柱及中柱负载面积分别为7.8x6.9:2 = 26.91 m2和 7.8 x (6.9 : 2 + 2.7 : 2) = 37.44 m2.柱采用 C35 的混凝土(f =16.7N mm 2，f =1.57N mm 2)5 耳和、土 w a 1.3 x 26.91 x13 x103 x 5.第一层柱截面 边柱 A = 170281 mm2C 0.8 x16.7击灶.1.25 x 37.44 x13 x103 x 5 方仆*中柱 A = 227695 mm2C 0.8 x 16.7如取正方形，则边柱及中柱截面

3、高度分别为339mm和399mm。由上述计算结果并综合其它因素，本设计取值如下：1 层：600mmX600mm； 25 层：500mmX500mm表1梁截面尺寸(mm)及各层混凝土等级强度层次砼等级横梁(bXh)主梁(bXh)次梁(bXh)AB、CD跨BC跨1C35350 X500350 X400400X700300X45025C30300 X500300 X400350X700300X450h1 = 3.6 + 0.45 + 2.2 -1.1 - 0.1 = 5.05m。图1结构平面布置图基础选用桩基础。25层柱高为3.3m,底层柱高度从基础顶面取至一层底板，即图2建筑平面图图3剖面图(a)

4、横向框架(b)纵向框架图4框架结构计算简图重力荷载计算3.1屋面及楼面的永久荷载标准值40mm刚性防水细石砼内配（p 4200钢筋网 25X0.04=1.0 kN - m-220mm1:3水泥砂浆找平层20 X 0.02=0.4 kNm-250mm炉渣找坡2%12X0.05=0.6kN m-2三毡四油防水层0.4kN m-2100mm钢筋混凝土板0.1X25=2.5kN m-2V型轻钢龙骨吊顶0.25kN m-2合计 5.15kN m-215层楼面:瓷砖地面0.55kN m-260mm浮石珍珠岩混凝土隔声层5X0.06=0.3kN m-2100mm混凝土楼板0.10X25=2.5kN m-2V

5、型轻钢龙骨吊顶0.25kN m-2合计3.6 kN m-23.2屋面及楼面可变荷载标准值上人屋面均布活荷载标准值2.0 kN - m-2楼面活荷载标准值2.0 kN - m-2电梯机房楼面活荷载标准值7.0 kN - m-2屋面雪荷载标准值0.3 kN - m-23.3墙重力荷载计算外墙:墙体为300mm粘土空心砖，外墙面贴瓷砖。墙面为20mm厚抹灰，则外墙单位墙 面重力荷载为：15 X 0.3+17 X 0.02=4.84 kN - m-2内墙:为200mm粘土空心砖，两侧均为20mm抹灰，则内墙单位面积重力荷载为：15 X 0.24+17X 0.02 X 2=3.68 kN - m-23.

6、4梁柱自重重力荷载（见表2）表2梁柱重力荷载标准值层次构件b /mh /mY/kN m-3Pg/kN m-Li1 /mnGi/kN/kN1边横 梁0.350.5251.054.596.1216449.452278.13中横 梁0.350.4251.053.682.1861.824次梁0.30.4251.03.546.51322.14554纵梁0.40.7251.057.357.02281444.716柱0.60.6251.1 09.95.05321599.8425边横 梁0.30.5251.053.946.2716395.262066.21中横 梁0.30.4251.053.152.2855.

7、44次梁0.30.45251.053.546.5514324.62纵梁0.350.7251.056.437.17281290.89柱0.50.5251.1 06.883.332726.528塑钢窗：0.45 kN - m-2普通钢铁门：0.45 kN - m-2铝合金门：0.40 kN - m-2火门：0.45 kN - m-2木门：0.2 kN - m-2玻璃门：1.0 kN m-2 G = 12.3.73h J蚌 C =7352.HI：.-1t Gi=89 16,071 KN3.5门窗自重重力荷载3.6重力荷载代表值具体数据见图5中标注，q的单位为kN。4框架侧移刚度计算图5各质点重力荷载

8、代表值4.1横向框架侧移刚度计算表3横梁线刚度ib计算类层EcbXh /(mnX mm)IOlE0I0/l1.5E0I0/ l/(N mm)2.0 E0I0/l别次/N mm-2/(mm4)(mm)/(N mm)/(N mm)边横梁13.15X1。350X5003.646K10)69001.66 X1002.49 X1003.32X100253.0X10300X5003.646K10)69001.58X1002.37X1003.16X100走道梁13.15X1。350X4001.86X10)27002.18X1003.27X1004.36X100253.0X1。300X4001.6X10)27

9、001.8X10。2.7X1003.6X100表4柱线刚度i计算c层次hC /mmECN/mmbXh /mmXmmIc/mm4ECI0/hc/N.mm150003.15X104600X6001.08X10106.804X10102533003.0X104500X5000.521X10104.736 X1010表5中框架柱1侧移刚度D值（N - mm-i）层次边柱（8根）中柱（8根）350.3350.15480301.1750.5282755028624020.3430.11369400.8220.4683655034792010.2440.356233601.1750.528275504088

10、80表6边框架柱侧移刚度D值（N mm-i）层次A-1、 A-8、 D-1、 D-8B-1、 B-8、 C-1、 C-8Di1Di2350.3350.14373500.7140.17490806572020.3430.146191000.7630.190991611606410.2440.3321721.0880.5640.36223757183988表7楼、电梯间框架柱侧移刚度D值（Nmm-i）层次C-3、 C-4、 C-5、 C-6D-3、 D-4、 D-5、 D-6Di1Di2351.2670.388202400.6330.2401252013104021.4090.473215500.

11、3670.155808011852010.8470.413310400.2700.34022310213400表8横向框架层间侧移刚度（N.mm-i）层次12345614208482504483000483000483000由上表得到Z D1 / D. =614208 /482504=1.270.7,故该框架为规则框架。5横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算5.1横向水平地震作用下框架结构的内力和侧移计算5.1.1横向自振周期计算突出屋面部分的折算重力荷载 G = 1411.07 x( + 32x % 8)= 1731.77 kN 结构顶点的假想侧移计算由表9体现。表9结构顶点的假想侧移

12、计算层次Gi/KNVGi/kN* /(N mm-1)Au /mm,/mm56948.246948.2448300014.39210.7347352.1414300.3848300029.61196.3437352.1421652.5248300044.83166.7327352.1429004.6648250460.11121.918946.0737950.7361420861.7961.79计算基本周期T1,其中p的量纲为m,取W0.7，则T=1.7X0.7X 寸0.21073 =0.57s 15.1.2水平地震作用及楼层地震剪力结构不超过40m,质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切性为

13、主，故可用底部剪 力法计算水平地震作用。结构总水平地震作用标准值，艮flG = 0.85xZ G = 0.85x(894.607+ 22056.42+ 6948.24)二(T 85X29899.27=25414.38KNF/a 1 G =0.0582X25414.38=1479.12kN因1.4Tg=1.4X0.40=0.56sT1=0.57s所以应考虑顶部附加水平地震作用。顶部附加地震作用系数0 n00.08 - +0.01=0.08X0.57+0.01=0.0556AF = 0.0556 x 1479.12 = 109.350 kN各质点的水平地震作用按公式F = 1479.12x GiH

14、i计算iz GHj j具体计算结果由表10体现表10各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算层次Hi/mGi/KNGiHi/KNFi/KNVi/KN21.71731.77037579.410.078115.4115.4518.76948.247129932.20.271400.9516.32415.47352.141113222.970.236349.1910.4312.17352.14188960.910.186275.11185.528.87352.14164698.840.135199.71385.215.058946.07145177.660.094139.01524.2各质点水平地震

15、作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布图见图6（a）水平地震作用分布（b）层间剪力分布图6横向水平地震作用及楼层地震剪力5.1.3水平地震作用下位移计算水平地震作用下框架结构层间位移七和顶点位移七分别按（A）=一和V = （A）计算。计算结果见表11E Di=ik表11横向水平作用下的位移验算ij i =1层次Vi/KN Di（N/mm）./mmui/mmHi/mm5516.34830001.0710.7533000.0003244910.44830001.889.6833000.00056731185.54830002.457.833000.00074221385.24825042.875.35

16、33000.00087011524.26142082.482.4850500.000491由表11可知，最大层间弹性位移角发生在第二层，其值为0.0008701/550，满足u & 的要求，其中坐=上，查表可得，（土木工程专业毕业设计指导）。 e e_ h _| 5505.1.4水平地震作用下框架内力计算表12各层柱端弯矩及剪力计算层次hi/mVi/kNDijN m边柱中柱Di1Vi1yDi2Vi2y53.3516.348 3000803 08.580.3350.258.8126.432755036.921.1750.3542.6479.1943.3910.448 3000803 015.13

17、0.3350.3520.9338.872755062.141.1750.4592.28112.7833.31185.548 3000803 019.710.3350.4535.4943.382755081.941.1750.45121.68148.7223.31385.24825 04694023. 030.3430.5550.7841.553655095.510.8220.5158.25158.2514.751524.26142 082336025.340.2440.85124.8022.0227550105.971.1750.65327.18176.18注：表中M的量纲为kN m,V量纲为

18、kN以图2中轴线横向框架内力计算为例进行计算，框架柱端剪力及弯矩分别按式V =-Dj-和ii y-n Dijj=1由表可查得。ij立、计算，各柱反弯点高度y按式y=y+y+y+y确定。其中yM广=匕.（1 - y 力0123n表13体现。M i =b i； + i;M r = bb i r + i 1b + M i+1, jb i+1 juj V = Mb + Mb 和N =u V)li b+ Muk=1具体计算结果见表12。梁端弯矩、剪力及轴力分别用下式计算，具体结果由13梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边 梁走道梁柱轴力lVblV边柱N中柱N526.4311.596.96.3444.4534

19、.742.733.10-6.34-26.76439.6826.766.911.0787.0468.382.764.76-17.41-80.45364.3136.096.916.73134.96106.042.7100.42-34.41-164.14277.0443.146.920.03156.76123.172.7116.64-54.44-260.75132.8040.776.918.93187.28147.152.7139.35-73.37-381.17注：1）柱轴力中的负号表示拉力。当为左地震时，左侧两根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。2）表中单位为kN m，V单位N， l的单位为m。水

20、平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图见图7.5.2横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算5.2.1风荷载标准值风荷载标准值按式气=。四尸。，基本风压七二0.45kNm2。由荷载规范查得二0.8(迎风面)和R=-0.5 （背风面），C 类场地，H/B=18.1/54.6=0.332 查表得v = 0.4 2、SST1=0.76S, o T = 0.45x0.762 = 0.318 kN S2 m2，由表查得&= 1.28由式:P = 1 + L28X .42 x H zR H仍取图2中的轴线横向框架，其负载宽度为8.25m。由式.=&R尸zo。得，沿房屋 高度的分布风荷载标准值：q(z

21、) = 8.25x0.45P R R = 4.5375P R R z z Sz z S根据各楼层标高处的高度Hj由表查取R，代入上式可得各楼层标高处的q(z)。见表 14； q(z)沿高度的分布见图8(a)图7左地震作用下框架弯矩图、梁端剪力及柱轴力图(a)风荷载沿房屋高度的分布(单位：kN)(b)等效结点集中风荷载(单位：kN)图8框架上的风荷载荷载规范规定对于对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋结构，应采用风振 系数P来考虑分压脉动的影响，由于在本设计中房屋高度18.1 V 30m，但 H/B=18.1/14.4=1.271.5，因此该房屋不考虑风压脉动的影响。6竖向荷载作用下框架结

22、构的内力计算6.1横向框架内力计算6.1.1计算单元图图10横向框架计算单元取轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.8m，如图10所示，由于房间内布置 有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载，如图中的水平阴影线所示，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，因此在框架节点上还作用有集中力矩。6.1.2荷载计算6.1.2.1恒荷计算在图11中q 1, q；中代表横梁自重为均布荷载形式，对于第5层1 = 3.94 kN m-1q = 3.15 kN m-1q2和q2分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载

23、和三角形荷载，由图8所示几何关系可得q2 =5.15X3.9=20.085kN - m-iq2 =5.15 X 2.7=13.905kN - m-i匕和P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，包括梁自重、楼板重和女儿墙等 的重力荷载，计算如下图11各层梁上作用的荷载P =(3.9 X 2.3 X 0.5) X 2+ 2.3 + 6.9 X 2 X 5.15+6.43 X 7.8+3.54 TOC o 1-5 h z i26.9,X 黑 +4.84 X 1.2 X7.8=201.25kN2P =(3.9X2.3X0.5) X2+ 2.3 + 6.9 X2+(3,9 + 2.7 X1.35X2

24、)22269X5.15+6.431X7.8+3.54X m=201.829kN2集中力 M 1 = P, = 201.25x 0.55 0.3 = 25.16kN - mq =4.594kN - m-1 1q2 =9.72kN - m-1对于24层q1=12.15kN m-1q =14.04kN m-1P =(3.9X 1.95+9.9/2 X 1.95) X 3.6+6.431 X 7.8+5.513 X 6.9/2+3.29 iX7.15X(3.3-0.8) -1.5X2.4X2+0.45X 1.5X2.4X2=198.827 kNP2 = (3.9X2.3+9.9/2X 1.95+ (3

25、.9+2.55) /2X 1.35X2)X3.6 +6.431X7.8+5.513X6.9/2+2.2X(3.3-0.8)X(7.8-0.65) =201.97kNM 1 = P1e1 = 198.827 x 0.6 ；0.35 = 24.85 kN - m 对于第1层q1 =4.59+2.8 X 4.28=16.574kN m-1q; =3.68kN m-1q2 =3.6X3.9=14.04 kN m-1q =3.6X2.4=7.92 kN m-1P = (3.9X2X2)X3.6+7.35X7.8+3.54X3+4.4X( 6.6X3-1.5X2X2) +0.4X 1.5 iX2X2=18

26、3.1KNP = (3.9X3.9+6X 1.2) X3.3+7.35X7.8+3.54X3+4.28X3X (7.8-0.6)=235.635 kNM 1 = P1e1 = 183.1 x 0.175 = 32.04 kN m6.1.2.2活荷载计算活荷载作用下各框架的荷载分布如图12图12各层梁上作用的活荷对于5层q2 =3.9 X 2=7.8kN - m-iq2 =2.4 X 2=4.8kN - m-iP1 =3.9X2+3.9X2 X2=31.2 kNP2 =3.9X2X2+6X1.2 X2=45.6 kNM 1 =牛 1 =31.2 X (0.5-0.3)/2=3.12kN - m同

27、理,在屋面雪荷载作用下q =0.78 kN m-1q =0.48 kN m-1P =3.12 kN iP2 =4.56 kNM 1 =3.12 X 0.1=0.312kN m对于24层q =5.4 kN m-1P2 =51.93 kNq2 =7.8 kN m-1P =34.52 kN 1q =4.8 kN m-1P2 =45.6 kNM 1 = Pe =34.52 X (0.6-0.35)/2=4.315 kN m 对于1层q =7.8 kNm-1P =31.2 kN 1M 1 = Pe =31.2 X (0.6-0.3)/2=4.68kN m将以上结果汇总，见表18和表19。表18横向框架恒

28、荷载汇总表层次kN fTkN fTkN fTkN fTkNkNkN m53.943.1520.08513.905201.25207.82925.162412.153.1512.879.72183.70176.2122.96116.5743.6812.879.72183.1235.63532.04表19横向框架活载汇总表层次kN m-1kN m-1kNkNkN m57.8(0.78)4.8(0.48)31.2(3.12)45.6(4.56)3.12(0.312)247.84.831.245.63.1217.84.831.245.64.68注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。6.1.3内力

29、计算梁端，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。弯矩计算过程如图14,所得弯矩如图13，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 柱底轴力还需考虑柱的自重，如表20和表21表20恒载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）层次荷载引起的 剪力弯矩引起的剪 力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCVA=-VBVB=-VCVAVBVB=VCN顶N底N顶N底559.7913.64-1.2052.3154.5111.2 0236.01258.71230.72253

30、.42474.2112.771-0.4057.1857.988.53476.89522.29464.91510.31374.2112.711-0.4057.1857.988.53717.77785.87699.1767.2274.2112.711-0.4057.1857.988.531026.451049.45933.291024.09189.4510.314-1.1079.3676.569.171289.211358.941248.271386.12表21活载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）层荷载引起的剪力弯矩引起的剪力总剪力柱轴力层次AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB

31、=VCVA=-VBVB=-VCVAVBVB=VCN =N底N顶=N底515.62.88-0.42014.0817.122.8845.28(4.67)62.72(6.13415.62.88-0.33015.3515.852.8891.83 (51.02)124.17(67.78)315.62.88-0.27015.3515.852.88138.38(128.0185.62(129.27)3)215.62.88-0.3015.3515.852.88184.93(175.32)247.07(190.68)115.62.88-0.38015.7915.932.88231.92(221.87)308.4

32、6(252.13)注：表中括号内数值为屋面作用雪荷载，其它层楼面作用活荷载对应的内力。V向上为正。（a）恒荷载作用下（b）活荷载（屋面雪荷载）作用下图13竖向荷载作用下框架弯矩图（单位：kNm）（a）恒荷载作用下（b）活荷载作用下图13横向框架弯矩的二次分配法（M的单位：kNm）6.2横向框架内力组合6.2.1结构抗震等级结构的抗震等级以类型、地震烈度、房屋高度等因素确定。本工程为四级抗震等级。6.2.2框架梁内力组合本设计考虑了四种组合， .2 S +1.4 S ，1.2 S +1.4 + S ），1.35 S + SGKQKGKQK WKGK QK及1.2Sgk + 1.3Sk。各层梁的内

33、力组合见表22,表中Sgk、SqkM列中的梁端弯矩M为经过 调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）。6.2.3框架柱内力组合取每层柱的柱顶和柱底两个控制截面。见表2326考虑地震作用效应的组合中，取屋面为雪荷载时的内力组合。层次-4-|Vr7截面位置内 力层AM-30.5449.736土 63.35土 124.831.35-128.29234.56-364.04-102V79.3615.79+ 21.9+ 18.9387.57142.7-8.802144.351107.B左一M-36.43-16.67+ 54.8+ 158.2-133.76j -4.31-299.77158.34-112V76.56

34、15.93土 21.88土 18.93139.53184.375146.511-6.642110.B右M-8.13.82土 63.12土 187.2865.003-94.06200.626i -225.66-20.V9.172.88+ 52.6+ 139.4-51.643；80.909-144.76i 171.0120.8跨 间MA B132.72119.28245.32170.13115.MB C128.57128.57285.74242.522.8层AM-69.02-18.15产9.95土 229.32-30.156j -181.23153.302:-293.873-111V71.5617

35、.62+ 15.62+ 59.7688.392127.754：4 14.067130.599114.B左M-72.73-19.99+ 47.8+ 182.99-172.69141-52.235：4-252.87，103.9628-118V72.918.28+ 15.62土 59.76130.194:90.8316132.102:15.57116.B右M-17.46-4.81土 44.52土 170.2829.0826j-83.107；8148.145)-183.902-28.V12.763.65+ 32.98+ 126.13-21.643861.4658-109.85)136.103320.8

36、跨MA B145.8113.96210.75178.65112.间MB C82.7393.68247.28242.432.0表22框架梁的内力组合层次截 面 位 置内力五层AM-65.704-14.445.77+ 45.95-89.769-104.3094)-20.83-110.433-103.V78.8117.29(4 .21 )1.38+ 11114.6186118.0962七 67.984589.4345)123.B左M-87.05-18.093.75+ 29.92-131.9784-122.5284-115.66-57.3135-135.V86.5518.61（3.87）1.38土 1

37、1129.0474125.56980.1，此种情况不起控制作用，故取b广2000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢筋(=f =360 Nmm-2) &广0.518,下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为h /、a 1 fb hf (h0-亏)=1.0X16.7X2000X 100X (665-100/2)=2054.1 kNm82.33kNm82.33 x 106属第一类T形截面：a = 0.014sa 1f bh0 1.0 x 16.7 x 2000 x 6652E = 1 - 1- 2a = 1 (1 - 2 x 0.014 = 0.014 0.25% 满足要求S350 x665将下部跨间

38、截面的40 20钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋(A =1520mm2)， s再计算相应的受拉钢筋，即支座A上部。=-0.059 0.3%，AZ = 0.90.3，满足要求。 350 x665sAs7.1.2梁斜截面受剪承载力计算AB 跨：y rV =107.02kN 107.2kN100加密区长度取1.05m，非加密区箍筋取4肢8150，箍筋设置满足要求。BC跨：若梁端箍筋加密区取4肢8100，则其承载力为=0.42X 1.57X 350X365+ 技5 x 210 x 201 x 365 =385.09kN y V =107.02kN100RE由于非加密区长度较小，故全跨均可按

39、加密区配置。其它层梁的配筋计算方法同第一层，具体计算结果见表27和表28。表27框架梁纵向钢筋计算表层次截面M/kN - mg/mm2/mm2实配钢筋面积AS /mm2P/%5支座A-90.93 010174254018 (1017)0.560.57Bl-70.72 010173094 18 (1017)0.560.57AB跨间71.440.012310418(1017)0.38支座Br-49.0107632814 18 (1017)0.560.57BC跨间-41.550.0062244 18 (1017)0.573支座A-274.190.02410172084 22 (1520)0.670.

40、57Bl-229.030.001101710304 22 (1520)0.670.57AB跨间211.210.0129594 18 (1017)0.38支座Bl-190.930101710974 22 (1520)0.670.57BC跨间185.930.03911084 18 (1017)0.551支座A-131.840.023125612555 22 (1900)0.900.57Bl-146.610.01812561079522 (1900)0.900.57AB跨间82.330.0129935 22 (1900)0.38支座Bl-216.53 丫 re V-0.478 丫 RE V-0.24

41、2 丫 re V0.21四肢8100 (2.01)四肢e 8150 (0.335)B r286.78325.5 丫 RE V1.09四双肢e 8100(2.01)四肢e 8100 (0.503)1A B l237.72864.44 y re v0.339四肢e 8100 (2.01)四肢e 8150 (0.335)B r293.48621.247 RE V1.29四肢e 8100 (2.01)四肢e 8100 (0.503)注：表中V为换算至支座边缘处的梁端剪力。7.2框架柱7.2.1剪跨比和轴压比验算表29柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b /mmb0 /mmFc /N.mm-2Mc/ kN.

42、mVc/kNN/kNMc/Vch0N/fcbhA柱555051014.3137.5568.18432.443.9520.09920.41920.39320.11820.04820.4430.8注释：由表29可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。7.2.2柱正截面承载力计算以第一层B轴柱为例说明。根据A柱内力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利内力，进行配筋计算。B节点左、右梁端弯矩B节点上、下梁端弯矩Z M 柱 / M B梁=1.321.2ZMB梁=597.80 kN-m，NMB = 597.80 - 547.75 = 50.05 kN-m，

43、在节点处将其按弹性弯 矩分配给上、下柱端，即M 245.68 x 1061 %= N = 1944.24 x 103 =126.4 00e取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中较大值，即600/30=20mm,故取e =20mm，柱的 计算长度按下式确定，其中因为l/h = 46X10/600 = 7.67)5，故应考虑偏心矩增大系数门。e =n。+ h - a = 1.18 x 146.4 + 600 - 40 = 432.75 mm，2 s2对称配筋& =三=一堕_ h0 f bh01944.24 x 10314.3 x 600 x 560=0.405 &b=0.518,为大偏心受压

44、情况。再按Nmax及相应的M 一组计算。N=3604.3kN，节点上下柱端弯矩29.48 -19.73 x 0.1 = 27.51 kN - m20.2 - 7.49 x 0.4 = 17.2 kN - m此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整，且取l = 1.25 H = 1.25 x 3.3 =4.125mM27.51 x 106 re0 = N - 3604.3 x 103 = . mme = 7.6 + 20 = 27.6 mm门 x e = 1.85 x 27.6 = 51.06mm f bh及Ne 0.43 f bh 2，因为 b c 0c 0N=3604.3k

45、N & J bh0 = 0.518 x 14.3 x 600 x 560 = 2488.89 kN但N = 3604.3x 103 x 311.6 = 1123.1 kN - mV 0.43 f bh； = 0.43 x 14.3 x 600 x 5602 = 1156.99 kN - m故按构造配筋，且应满足p m.n = 0.8%。单侧配筋率p同 0.2%，故A = A =p bh = 0.2% x 600 x 600 = 720 mm2选 4中 22 (As= A =1520mm2) s总配筋率 p3X 1520/ (600X560)=1.12%7.2.3 A柱斜截面受剪承载力计算以第一

46、层柱为例进行计算。由前可知，上柱柱端弯矩设计值Mt =290.67kN - m c对四级抗震等级，柱底弯矩设计值M b=1.25X564.29=705.36 kN - m c则框架柱的剪力设计值为4.75V = 1.2 x M+ MC =1.2 x 290.67 + 705.36 = 251.63 kN H其中Mc取较大的柱下端值，而且Me, Vc不应考虑y柱，故Mc为将表23查得的值除以0.8, Vc为将表24查得的值除以0.85。与Vc相应的轴力N = 2913.02kN 0.3f bh = 0.3 x 16.7 x 002 = 1803.6 kN,取 N=2913.02kN故该层柱按构造

47、配置箍筋。柱端加密区箍筋选用4肢6 12100，由表23可得一层柱底的轴压比n=0.448,查表2.17, 查得入0.104,则最小体积配箍率p 心入 f/f =0.104X16.7/210=0.827%取6 12,Asv=78.5mm2,则s 114.9mm,，根据构造要求，取加密区箍筋为4中12100。加密区 长度取1650mm,非加密区还应满足s V374.641317.9 V2829.182272.0 V4993.853223.1 V410.731317.9 V2497.552272.00.830.8194小10100(1.14)4中10150 (0.57)1235.792034.15

48、 V7168.843223.1 V = 1239.66 kN 满足Yj c j j 0.85jRE节点核芯的受剪承载力按式(2.51)(土木工程专业毕业设计指导)计算，其中N 取二层柱底轴力 N=2592.32kN 和0.5f A = 0.5x 16.7x600 x600 = 3006kN 二者中的较小值， 故取N=2592.32kN，设节点区配箍为4中10100，则= 1389.62kN V. = 1335.49 kN，故承载力满足要求。8基础设计熟悉场地工程地质条件8.1.1工程概况地质由杂填土，粉质粘土，粘土组成.8.1.2设计要求8.1.3设计A, B柱下独立基础；8.1.4计算A,

49、B柱下独立基础，并按容许变形值调整基底尺寸；8.1.5绘制施工图及编写施工说明.选择持力层，确定基础埋深综合考虑所提供材料的数据，人工填土不可以作为持力层，考虑无深基础施工机具， 因此淤泥质粉质粘土也不能作为持力层。所以选粉土作为持力层。由于建筑底面以下允 许有一定厚度冻土层，因此最小埋深为：d = z -h , h 基础底面下允许残留冻土层min d max max的最大厚度。所以基础埋深可取dmin=2.2m确定基础类型及材料本基础采用柱下独立基础，选择材料为C20混凝土，钢筋采用HPB235按容许承载力确定基础尺寸8.4.1确定A柱基础截面尺寸持力层为粘土，粘粒含量按p疽10%，取门b

50、=。3，门广1.5。8.4.2求持力层承载力特征值fa (先不考虑对基础宽度进行修正)d =2.2m, y = (17.8 x1.6 +18.9 x 0.6)= 19.91S/ mminm 2.0f = f 广 y (d - 0.5) = 180 +1.5 x 19.91 x (2.2 - 0.5) = 213.85kPa8.4.3确定基底面积A柱初步选择基底尺寸A，-2_ =2500= 15.94mm20 f Gd 213.85 20 x 2.2考虑偏心影响按20%增大A=1.2A0=19.13m2，初步选择相应的基础底面积A= l Xb=5.0 x4.0=20m2。因为4.0m 3m 所以

51、需要对f进行修正:f = f k +nbY (b - 3) +nd y (d - 0.5) = 213.85 + 0.3 x 18.9(4 - 3) = 219.52kPa-=1.25在1.2 2.0范围之内符合要求。 b8.4.3.1验算持力层地基承载力:基础和回填土 G广y g - d - A =20 x2.2x20=880.0 kN,偏心距ekMkFk + Gk3902500 + 880.0=0.11m(性=0.13 0满足k min基础底面处的平均压力值：P = Fk = 2500娠80.0 = 169.0Kpa 3m，所以需要对f进行修正，修正后与A柱相同，即fa = 219.52k

52、Pa。b = 1.4在1.2 2.0范围之内符合要求。8.4.3.3验算持力层地基承载力：基础和回填土 G广y g - d - A =20 x2.2x22.0=968.0 kN偏心距 e = Mk =竺=0.077m (性=0.08 0 满足k Fk + Gk 2850 + 968lk min基础底面处的平均压力值：P = Fk + Gk = 2850 + 96&0 = 173.55kpa 50kPa , e = 1.10,1 = 1.0，查表得门=0 ,门=1.0故 f = 78 +1.0 x 18.64 x (6.8 - 0.5) =195.4 kPa 由于 % = 2522 = 3.0a

53、E 2500S2以及 = 6.8 - 2.2 =1.15 0.5查表得地基压力扩散角9 = 23。b 4.0软弱下卧层顶面处的附加应力（A柱）验算 p + p = 126.76 + 36.75 = 163.51kPa8.5.2B柱下卧层强度验算( f =195.4kPa 满足)软弱下卧层处顶面处的附加应力（B柱）验算 P + p = 126.76 + 39.62 = 166.38kPa8.6分别计算A, B柱基础沉降( f =195.4kPa 满足)8.6.1 A柱沉降计算求基底压力和基底附加压力A柱基础底面处的土的自重应力：Q c17.8X 1.6+18.9X0.6=39.82 kPaA 柱

54、基底压力：p = F+G =技5x2500 + 20 x22x20 = 212顽尸。 A20基底附加压力：p0 = p-q = 212.75 - 39.82 = 172.93kPa确定基础沉降计算z n由于2m z 4m，所以取Az = 0.6m因为不存在相临荷载的影响：z =b(2.5-0.4lnb)=4.0 x(2.5-0.4ln4)=7.8m点八、号Zi (m)(b=2)(mm)za ,(mm)Z Ai(mm)z/_1(mm)00= 1.2501.0000014.62.30.68483146.43146.40.022771.4226.83.40.53963669.3522.90.0683

55、5.5637.23.60.51883735.466.10.0171.12沉降计算见下表:表31用规范法计算基础最终沉降量确定沉降经验系数W，,E = siP 2 (z 以一z 以)z0iii=Ji=JP 2 (z 以一z 以)0i ii-1 i-13806.4si3146.4+7.5522.9+2.566.1 + 711=593MPaV 值的确定 p0 = 172.93kPa 0.75 x 167 = 125.3kPa 得 V =0.807基础最终沉降量s =v 2 忠=0.807x109.31 = 88.21mm8.6.2 B柱沉降计算求基底压力和基底附加压力确定基础沉降计算zB柱基础底面处

56、的土的自重应力：气丫 d =1.6X17.8+0.6X18.9=39.82 kPaB柱基底压力：p =性=技5 x2850 + 20 x2.0 x5.5 x4 = 214部尸。A5.5 x 4基底附加压力：P0 = p-q = 214.89 - 39.82 = 175.07 kPan由于2m z 4m，所以取Az = 0.6m因为不存在相临荷载的影响：z=b(2.5-0.4lnb)=4x(2.5-0.4ln4)=7.8m沉降计算见下表：表32用规范法计算基础最终沉降量点 八、 号Z.(m)(b=3)2(mm)z a -z a i-1 i-1 (mm)(mm)2 As ( i mm)00= 1.

57、401.0000014.62.30.70163227.363227.360.023375.2026.83.40.55763676.48449.120.070031.4437.23.60.53683864.96188.480.01753.3047.83.90.50803962.497.440.01751.71111.650.015确定沉降经验系数w A P Z （z 以-z 以）0i_ii-1 i1 P （z 以-z 以）0i ii-1 i-1E = s3962.43227.36 449.12 188.48 + 97.44+s7.52.510W 值的确定p=175.07KPa1 b2 + &（-

58、气）（b-b * -匕=1.023m 取 h =1.050m TOC o 1-5 h z 2 c1 + 0.6（丑）20Pn即 h = h + 40 + 选 h=1100mm b=4000mmb +2h =2500mm02c 0从上至下分三个台阶300mm，400mm，400mm h0=1.05m（有垫层）a + 2h = b + 2h = 0.4 + 2 x 1.050 = 2.5m 4.0m = bt 0 c 0取 a =2.5 m a =气 + a = 400 + 2500 = 1450mm 当 h 2000mm时P取0.9其间内插法取用，h = 1100mm时P取0.93.因为偏心受压

59、所 hphp取 tg。冲切力：l ab bF = P - A = 176.89x( -f -h )xb ( -h )2 = 812.14 kNln ,max l22。2 2。抗冲切力：0.7Ph - ft-a -h0 = 0.7x0.93x1.1x103 x1.45x1.05 = 1090.33812.143 满足。8.8.3第一阶基础截面抗冲切验算：h = 800mm,所以 P = 1.0, h . = 750mm,a = 1800mm, b = a = 1600mma + 2h = b + 2h = 1.6 + 2x 0.75 = 3.1m 643.183可以。8.8.4第二阶基础截面抗冲

60、切验算：h = 400mm 所以 P =1.0, h = 350mm , a = 3400mm, b = 2800mm = a TOC o 1-5 h z 2hp0222ta + 2h = b + 2h = 2800 + 2x 350 = 3500mm = 3.5m 236.35kN 可以。图15 A柱基础平面图8.8.5 B柱抗冲切验算B柱采用C20混凝土 f t = 1.1Mpa I级刚筋fy=210Mpa8.8.已知 a = 600mm b = 400mm l =5.5mmb=4.0mm计算基底净反力：偏心距e二竺=2 0.10m 的 N 2850基础边缘处的最大和最小净反力8.6柱边基