六层教学综合楼框架填充墙结构设计 土木工程专业毕业设计 毕业论文

第一部分：工程概况建筑地点：某市建筑类型：六层教学综合楼，框架填充墙结构。建筑介绍：建筑面积，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取100mm，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。本建筑主入口为南向,门窗使用：大门采用玻璃门，其它为木门，窗为铝合金窗。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为7度。柱网与层高：本综合楼采用柱距为的内廊式小柱网，边跨为，中间跨为，层高取和，本方案中，需近似的按横向的平面框架分别计算。本方案中，需近似的按横向的平面框架分别计算。梁、柱截面尺寸的初步确定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12～1/8。本方案取700mm，截面宽度取700×（1/2～1/3）=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*700。梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30300×700250×400300×700柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h1C30600×6002-6C30600×600第二部分：重力荷载代表值的计算一、资料准备：查《荷载规范》可取：屋面永久荷载标准值（不上人）10×0.004=0.04KN/m220厚1：2水泥找平层20×=0.4KN/m21：10水泥砂浆珍珠岩找坡，最薄处30厚20×3=0.6KN/m2100厚阻燃型苯乙烯泡抹塑料保温板×=KN/m220×0.02=2100厚钢筋混凝土板25×0=3.0KN/m210厚混合砂浆刮大白17×0.01=KN/m2合计KN/m2②、1-5层楼面：10厚1：1水泥砂浆20×KN/m220厚大理石28×KN/m220厚1：3水泥砂浆找平层20×KN/m2100厚钢筋混凝土板25×=2.5KN/m220厚1：3水泥砂浆找平层20×KN/m210厚混合砂浆刮大白17×0.01=KN/m2合计KN/m2③、屋面及楼面可变荷载标准值：上人屋面均布活荷载标准值2.0KN/m2楼面活荷载标准值2.0KN/m2屋面雪荷载标准值0.35KN/m2④、梁柱密度25KN/m2蒸压粉煤灰加气混凝土砌块3二、重力荷载代表值的计算：1、第一层：（1）、梁、柱：zhi类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁6600300×700251.39165561800250×400258836纵梁7200300×700251.5114类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱4200600×600251.51401510（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚370mm，计算长度6600mm，计算高度4200-7单跨体积.××3.5=8×1×AB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6600mm，计算高度4200-7单跨体积：0.24×6.6×3.5=m×5.5=KN数量：20×20=KNBC跨墙：墙厚370mm，计算长度1800mm，计算高度4200-7单跨体积：（1.8×3.5×2.1）×0.37=m×5.5=KN数量：2×2=KN厕所横墙：墙厚240mm，计算长度7200-2400=4800mm，计算高度4200-100=4100mm单跨体积：××=4.单跨重量：4.72×5.5=KN数量：2×2=KN++=KN纵墙：外墙：单个体积：[（×3.5）-（××2）]×0.37=m数量：12×12×5.5=KN×3.5×1.9）×=m××2=KN内纵墙：单个体积：(×-1×2.1×2)×0.24=m×5.5=KN×15=KN++=KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：办公室窗户：尺寸：2700mm×自重：2×××23=KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1000mm自重：2。数量：9。重量：1×××木门：尺寸：1500mm×2100mm2×2.1××9=KN玻璃门：尺寸：5400mm×自重：2数量：3×3××3=KN+=KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：×=917.28（m2）×=KN由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒×G活=（556+36）××1.05+1510××注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。×2、第二～五层：（1）、梁、柱：：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁6600300×70025165561800250×40025836纵梁7200300×7002514柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3300600×60025401188（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚370mm，计算长度6600mm，计算高度3300-7单跨体积：0.37×6.6×=m×5.5=KN数量：4×4=KNAB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6600mm，计算高度3300-700=2600mm。单跨体积：0.24×6.6×=数量：22×22=KNBC跨墙：墙厚370mm，计算长度1800mm，计算高度3300-7单跨体积：（1.8××1.7）×0.37=m3×5.5=KN厕所横墙：墙厚240mm计算长度7200-2400=4800mm，计算高度3300-100=3200单跨体积：××=m3×数量：2×2=KN++=KN纵墙：外墙：单个体积：[（×）-（××2）]×0.37=m×14×5.5=KN××1.9）×=m××2=KN内纵墙：单个体积：(×-1×2.1×2)×0.24=m×5.5=KN×16=KN++=KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：办公所用窗户：尺寸：2700mm×1700mm自重：2×××28=KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1000mm×2100m重量：1×2.1××15=KN木门：尺寸：1500mm×2100mm×2.1××9=KN=KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：×=917.28（m2）×=KN活载：×=KN由以上计算可知，二～五层重力荷载代表值为G2=G恒×G活=（556+36）×1.05+×1.05+1188×1.05+++++388+×0.5=KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数。3、第六层重力荷载代表值的计算：（1）、梁、柱：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁6600300×700251.39165561800250×400258836纵梁7200300×700251.51145柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3300600×60025401188（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚370mm，计算长度6600mm，计算高度3300-700=2600mm××2.6=3××AB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6600mm，计算高度3300-700=2600mm。单跨体积：0.24×6.6×=m3××22=KNBC跨墙：墙厚370mm，计算长度1800mm，计算高度3300-7单跨体积：（1.8××1.7）×0.37=m×5.5=KN数量：2×2=KN厕所横墙：墙厚240mm，计算长度7200-2400=4800mm，计算高度3300-100=3200mm单跨体积：××=m3×5.5=KN×2横墙总重：++=KN纵墙：外墙：单个体积：[（×）-（××2）]×0.37=m×14×5.5=KN××1.9）×=m××2=KN内纵墙：单个体积：(×-1×2.1×2)×0.24=m×5.5=KN×16=KN++=KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：办公室窗户：尺寸：2700mm×1700mm×××28=KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1000mm×2100mm2（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：×54.6=917.28（m2）×××××由以上计算可知，六层重力荷载代表值为G2=G恒×G活=（556+36）××1.05+1188×数量：15重量：1×××木门：尺寸：1500mm×2100mm2×××（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：×=917.28（m2）×××=KN活载：×=KN×=KN由以上计算可知，六层重力荷载代表值为G2=G恒×G活=（556+36）×1.05+×1.05+1188×1.05++++++（1834.56+321.05）×0.5=KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数。集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi的计算结果如下图所示各质点的重力荷载代表值第三部分：框架侧移刚度的计算横梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）cI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）AB跨、CD跨×104300×700×1097200×1010×1010×1010BC跨×104250×400×1092400×1010×1010×1010柱线刚度ic的计算：I=bh3/12层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）14200×104600×600×1010×10102--63300×104600×600×1010×1010三、各层横向侧移刚度计算：(D值法)1、底层A，D：K=/=0.54αc=(0.5+K)/(2+K)=Di6=αc×12×ic/h2×12××1010/42002=21475B，C：K=（5.36+3.34）/=αc=(0.5+K)/(2+K)=Di6=αc×12×ic/h2×12××1010/42002=27286∑D1=21475×2+27286×2=975232、第二～六层：A，D：××αcDi1=αc×12×ic/h2×12××1010/33002=23198B，C：αcDi6=αc×12×ic/h2×12××1010/33002=33544∑D1=23198×2+33544×2=113484∑D1/∑D2=97523/113484=0.86>0.7，故该框架为规则框架。第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算一、横向自振周期的计算：横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。基本自振周期T1（s）可按下式计算：T1ψT（uT）1/2ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。VGi=∑Gk。（△u）i=VGi/∑Dij。uT=∑（△u）k注：∑Dij为第i层的层间侧移刚度。（△u）i为第i层的层间侧移。（△u）k为第k层的层间侧移。s为同层内框架柱的总数。结构顶点的假想侧移计算过程见下表：结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）69752335975234975233975232975231113484T1ψT（uT）1/2××(0.181323)1/2=0.434(s)二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq∑Gi××4+9243.73）=45028.975（KN）2、计算水平地震影响系数а1查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.40s。查表得设防烈度为7度的аmaxа1=（Tg/T1）аmax=（0.4/0.434）×8=0.07433、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq×45028.975=3347.30KN）g×0.4=0.56s<T1=0.434s，所以不考虑顶部附加水平地震作用。各质点横向水平地震作用按下式计算：Fi=GiHiFEk（1-δn）/（∑GkHk）地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为Vi=∑Fk（i=1，2，…n）各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：三、多遇水平地震作用下的位移验算：水平地震作用下框架结构的层间位移（△u）i和顶点位移ui分别按下列公式计算：（△u）i=Vi/∑Dijui=∑（△u）k各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。四、水平地震作用下框架内力计算：1、框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：Vij=DijVi/∑DijMbij=Vij*yhMuij=Vij（1-y）hy=yn+y1+y2+y3注：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。y框架柱的反弯点高度比。底层柱需考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其它柱均无修正。计算过程如下表各层柱端弯矩、剪力及轴力计算：柱(上面为柱下端,下为柱上端)—杆件号弯矩轴力剪力弯矩轴力剪力12345678910111213-20.88141516-41.0717-21.6618-60.8719-33.4133.41202122-10.922324梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算：杆件号弯矩轴力剪力弯矩轴力剪力123456789101112131415161718横向框架弯矩图（KN*m）：三、水平风荷载作用及楼层地震剪力的计算：风荷载标准值：2风振系数βz：因房屋总高度小于30m，所以β风载体型系数μs=ωk=βzμsμzω0计算过程如下表：各层柱端弯矩、剪力及轴力计算：杆件号弯矩轴力剪力弯矩轴力剪力121134261.0856789101112131415161718-17.28192021222.822324梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算梁(上面为梁左端,下为梁右端)杆件号弯矩轴力剪力弯矩轴力剪力12345-2678910118.57-8.5712-86.6519.2013-56.91-42.071415-56.86-22.5322.5316.001611.481712.9518-36.45-9.55-32.282.76：第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算（横向框架内力计算）一、计算单元的选择确定：取⑤轴线横向框架进行计算，如下图所示：二、荷载计算：1、恒载作用下柱的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：（1）、对于第6层，q1、q1，代表横梁自重，为均布荷载形式。q1=25=KN/mq1′××25×=KN/mq2、和q2，分别为屋面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=×=KN/mq2，=×=KN/mP1、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、楼板重等重力荷载，计算如下：P1=[（×2.4/2）+（+）×/2]×+×+××=KNP2=×2.4/2）+（1.2+3.6）×2.1/2+（+3.6）×2×/2]××××25×7.2=173.39KN集中力矩M1=P1e1×（0.65-0.3）/2=23.27KN·mM2=P2e2×（0.65-0.3）/2=30.34KN·m（2）、对于2-5层，包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载，其它荷载的计算方法同第6层。q1××5.5=8.46KN/mq1，××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。q2×3.6=14.22KN/mq2，×1.8=7.11KN/mP1××0.9）×3.95+（4.5+2.99）×××25×7.2=130.28KNP2×××1.2）××××25×7.2=167.13KN集中力矩M1=P1e1×（0.65-0.3）/2=22.80KN·mM2=P2e2×（0.65-0.3）/2=29.25KN·m（3）、对于第1层：柱子为600mm×600mm，其余数据同2-5层，则q1××5.5=8.46KN/mq1，××2q2、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。q2×3.6=14.22KN/mq2，×1.8=7.11KN/m×××2）××5.5+2××2.1*0.4]/7.2=2.99KN/mP1××0.9）×3.95+（4.5+2.99）×××25×=130.28KNP2×××1.2）××××25×=167.13KN集中力矩M1=P1e1×（0.70-0.3）/2=26.06KN·mM2=P2e2×（0.70-0.3）/2=33.43KN·m2、活载作用下柱的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：（1）、对于第6层，q2×3.6=7.2KN/mq2，×1.8=3.6KN/mP1××0.9）×2.0=34.56KNP2×××1.2）×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1×（0.65-0.3）/2=6.05KN·mM2=P2e2×（0.65-0.3）/2=8.69KN·m同理，在屋面雪荷载的作用下：q2×3.6=1.26KN/mq2，×1.8=0.36KN/mq2P1××0.9）×0.35=3.456KNP2×××1.2）×0.35=4.968KN集中力矩M1=P1e1×（0.65-0.3）/2=0.605KN·mM2=P2e2×（0.65-0.3）/2=0.869KN·m（2）、对于第2-5层，q2×3.6=7.2KN/mq2，×1.8=3.6KN/mP1××0.9）×2.0=34.56KNP2×××1.2）×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1=34.56*（0.65-0.3）/2=6.05KN·mM2=P2e2=49.68*（0.65-0.3）/2=8.69KN·m（3）、对于第1层，q2×3.6=7.2KN/mq2，×1.8=3.6KN/mP1××0.9）×2.0=34.56KNP2×××1.2）×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1=34.56*（0.65-0.3）/2=6.05KN·mM2=P2e2=49.68*（0.65-0.3）/2=8.69KN·m（3）、对于第1层，q2×3.6=7.2KN/mq2，×1.8=3.6KN/mP1××0.9）×2.0=34.56KNP2×××1.2）×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1×（0.70-0.3）/2=6.91KN·mM2=P2e2×（0.70-0.3）/2=9.94KN·m将计算结果汇总如下两表：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（KN·m）M2（KN·m）62-501横向框架活载汇总表层次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）6（0.72）（0.36）（3.456）（4.968）（0.605）（0.869）2-51注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。3、恒荷载作用下梁的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：等效于均布荷载与梯形、三角形荷载的叠加。α（1）、对于第6层，-MAB=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3×2×2×[1-2×（1/3）2+（1/3）-MBC=q1l22/12+5q2l22/9×2/12+5×2/96=4.09（KN（2）、对于第1-5层，-MAB=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3×2×2×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12=86.60（KN-MBC=q1l22/12+5q2l22×2/12+5××2/96=3.33（KN4、活荷载作用下梁的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：对于第1-6层，-MAB=q2l21（1-2α2+α3×2×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12=25.34（KN·-MBC=5q2，l22/96=5××2/96=1.08（KN·m）三、内力计算：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，弯矩计算如下图所示：四、梁端剪力和柱轴力的计算：1、恒载作用下：例：第6层：荷载引起的剪力：VA=VB××7.2）/2=62.42KNVB=VC××2.4）=8.78KN本方案中，弯矩引起的剪力很小，可忽略不计。A柱：N顶=132.95+62.42=195.37KN×××25=38.02KNN底=N顶+38.02=233.39KNB柱：N顶=173.39+64.42+8.78=246.59KN恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN顶N底N顶N底6543212、活载作用下：例：第6层：荷载引起的剪力：AB跨：VA=VB×BC跨：VB=VC×A柱：N顶=N底=34.56+17.28=51.84KN B柱：N顶=N底=49.68+17.28+2.16=69.12KN活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN顶=N底N顶=N底65432001五、框架梁的内力组合：1、结构抗震等级：根据《抗震规范》，本方案为二级抗震等级。2、框架梁内力组合：GkQk，1.35SGk+1.0SQkGEEk。考虑到钢筋混凝土结构具有塑性内力重分布的性质，在竖向荷载下可以适当降低梁端弯矩，进行调幅（调幅系数取0.8），以减少负弯矩钢筋的拥挤现象。ηvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表：层次截面位置内力SGk调幅后SQk调幅后SEk(1)SEk(2)γRe×（SGkQk）Ek]GkQkGk+QkγReMmaxV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]126AM-62.49-17.9885.00-85.0018.54-147.21-102.34-100.16-147.21V62.4217.28-20.8220.8243.6584.25101.5599.10B左M-67.54-19.77-64.9164.91-132.97-6.40-110.95-108.73-132.97V64.4217.2820.82-20.8286.0545.45104.25101.50B右M-10.01-2.7548.17-48.1736.72-57.21-16.26-15.86-57.213V8.782.16-40.1440.14-30.2648.0114.0113.565AM-68.50-19.94143.96-143.9669.74-210.98-112.42-110.12-210.98V64.5817.28-37.8037.8029.04102.75104.46101.69B左M-69.62-20.48-128.19128.19-196.8653.11-114.47-112.22-196.86V64.5817.2837.80-37.80102.7529.04104.46101.69B右M-5.31-1.5895.15-95.1587.28-98.26-8.75-8.58-98.26142.26V7.272.16-79.2979.29-69.7984.8211.9711.754AM-67.27-19.58214.60-214.60139.88-278.59-110.39-108.14-278.59138.90V64.5817.28-56.5156.5110.80121.00104.46101.69B左M-68.96-20.30-192.28192.28-258.67116.27-113.40-111.17-258.67V64.5817.2856.51-56.51121.0010.80104.46101.69B右M-5.80-1.73142.72-142.72133.15-145.15-9.56-9.38-145.15V7.272.16-118.92118.92-108.43123.4611.9711.753AM-67.27-19.58270.566194.44-333.15-110.39-108.14-333.15V64.5817.28-72.7872.78-5.06136.86104.46101.69B左M-68.96-20.30-253.43253.43-318.29175.90-113.40-111.17-318.29V64.5817.2872.78-72.78136.86-5.06104.46101.69B右M-5.80-1.73188.10-188.10177.40-189.40-9.56-9.38-189.40V7.272.16-156.75156.75-145.32160.3511.9711.752AM-67.17-19.55299.26-299.26222.53-361.03-110.23-107.97-361.031V64.5817.28-79.1979.19-11.31143.11104.46101.69B左M-68.86-20.29-270.91270.91-335.24193.03-113.25-111.04-335.24V64.5817.2879.19-79.19143.11-11.31104.46101.69B右M-5.87-1.73201.08-201.08189.99-202.11-9.65-9.47-202.11V7.272.16-167.57167.57-155.87170.9011.9711.751AM-65.86-19.19347.06-347.06270.47-406.29-108.10-105.90-406.29V64.5817.28-90.4890.48-22.32154.12104.46101.69B左M-68.15-19.98-304.42304.42-367.14226.48-111.98-109.75-367.14V64.5817.2890.48-90.48154.12-22.32104.46101.69B右M-6.23-1.91225.95-225.95213.83-226.77-10.32-10.15-226.77V7.272.16-188.29188.29-176.07191.1011.9711.753、跨间最大弯矩的计算：以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程。计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。均布和梯形荷载下，如下图：VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2若VA-（2q1+q2）al/2≤0，说明x≤al，其中x为最大正弯矩截面至A支座的距离，则x可由下式求解：VA-q1x-x2q2/（2al）=0将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/（6al）若VA-（2q1+q2）al/2>0，说明x>al，则x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VA≤0，则Mmax=MA2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+q2x可由下式解得：VA=q1x+x2q2/l可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l第1层AB跨梁：梁上荷载设计值：q1×8.46=10.15KN/mq2××7.2）=21.38KN/m左震：MA·mMB·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2××<0则Mmax发生在左支座，MmaxEkGE××19.19）=375.72KN·mγReMmax×375.72=281.79KN·m右震：MA·mMB·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）×21.38）/（10.15+21.38）=Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）2××（5.73-2.4/3）/2=241.98KN·mγREMmax×241.98=181.48KN·m其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：跨间最大弯矩计算结果表层次123跨ABBCABBCABBCMmax层次456跨ABBCABBCABBCMmax24、梁端剪力的调整：抗震设计中，二级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第6层，AB跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1×4.5=5.4KN/mq2××7.2）=27.43KN/mVGb××ln=7.2-0.65=6.55m左震：Mlb·mMrb·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]××（24.72+177.29）/6.55+85.27]=91.71KN右震：Mlb·mMrb·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb××（196.28+8.53）/6.55+85.27]=92.09KNBC跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1×2.5=3.0KN/mq2×（9.63+0.5*3.6）=13.72KN/mVGb××ln=2.4-0.65=1.75m左震：Mlb=Mrb·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]××2×48.96/1.75+11.83]=59.23KN右震：Mlb=Mrb·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]××2×76.28/1.75+11.83]=87.33KN（2）、对于第1-5层，AB跨：q1×8.46=10.15KN/mq2××7.2）=21.38KN/mVGb××BC跨：q1×2.5=3.0KN/mq2××3.6）=10.69KN/mVGb××KN剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。六、框架柱的内力组合：取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：横向框架A柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe×（SGkQk）Ek]GkQkGkQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M58.8416.43-85.0085.00-22.53143.2295.8693.61143.22-22.5295.86N195.3751.84-20.8220.82178.86219.46315.59307.02219.46178.86315.59柱底M-36.41-10.9418.66-18.66-19.50-55.89-60.09-59.01-60.09-19.50-60.09N233.3951.84-20.8220.82213.08253.68366.92352.64366.92213.08366.925柱顶M26.427.94-125.30125.30-94.82149.5243.6142.82149.52-94.8243.61N428.25103.68-58.6258.62374.93489.24681.82659.05489.24374.93681.82柱底M-30.65-9.2161.72-61.7228.45-91.91-50.59-49.67-91.9128.45-50.59N466.27103.68-58.6258.62409.14523.45733.14704.68523.45409.14733.144柱顶M30.659.21-152.88152.88180.7950.5949.67180.79-117.3350.59N661.13155.52-115.13115.13552.75777.251048.05777.25552.751048.05柱底M-30.65-9.21101.92-101.9267.64-131.10-50.59-49.67-131.1067.64-50.59N699.15155.52-115.13115.13586.97811.471099.37811.47586.971099.373柱顶M30.659.21-168.64168.64196.1550.5949.67196.15-132.7050.59N894.01207.36-187.91187.91714.711081.131414.271081.13714.711414.27柱底M-31.00-9.31137.98-137.98102.44-166.62-51.16-50.23-166.62102.44-51.16N932.03207.36-187.91187.91748.931115.351465.601115.35748.931465.602柱顶M30.169.08-161.28161.28188.4849.8048.90188.48-126.0249.80N1126.9259.20-267.10267.10870.421391.261780.501391.26870.421780.50柱底M-34.58-10.48197.12-197.12156.35-228.03-57.16-56.17-228.03156.35-57.16N259.20-267.10267.10904.641425.481831.831425.48904.641831.831柱顶M21.686.59-149.94149.94168.6735.8635.24168.67-123.7135.86N1359.8311.04-357.58357.581712.402146.731712.401015.122146.73柱底M-10.84-3.30405.39-405.39384.01-406.50-17.93-17.63-406.50384.01-17.93N311.04-357.58357.581746.622198.061746.621049.342198.06横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe×（SGkQk）Ek]5SGkQkGk+QkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M-41.56-11.57-113.08113.08-152.8667.64-67.68-66.07-152.86-152.86-67.68N246.5969.12-19.3219.32234.20271.87402.02392.68234.20234.20402.02柱底M28.537.8248.46-48.4676.44-18.0546.3445.1876.4476.4446.34N284.6169.12-19.3219.32268.42306.09453.34438.30268.42268.42453.345柱顶M-22.61-6.13-174.88174.88-193.62147.40-36.65-35.71-193.62-193.62-36.65N523.59138.24-60.8160.81474.15592.73845.09821.84474.15474.15845.09柱底M24.866.77116.59-116.59139.10-88.2540.3339.31139.10139.1040.33N561.61138.24-60.8160.81508.37626.951867.47508.37508.37896.414柱顶M-24.86-6.77-218.41218.41-238.37187.53-40.33-39.31-238.37-238.37-40.33N800.59207.36-132.22132.22684.93942.761288.16684.93684.931288.16柱底M24.866.77178.70-178.70199.65-148.8140.3339.31199.65199.6540.33N838.61207.36-123.22123.22727.92968.201339.48727.92727.921339.483柱顶M-24.86-6.77-262.83262.83-281.68230.84-40.33-39.31-281.68-281.68-40.33N1077.6276.48-207.19207.19892.241296.261731.23892.24892.241731.23柱底M25.206.80215.04-215.04235.40-183.9240.8239.76235.40235.4040.82N276.48-207.19207.19926.451330.481782.55926.45926.451782.552柱顶M-24.31-6.72-256.95256.95-275.43225.62-39.54-38.58-275.43-275.43-39.54N345.60-295.57295.571086.471662.832174.301086.471086.472174.30柱底M26.877.63301.64-301.64321.72-266.4843.9042.93321.72321.7243.90N345.60-295.57295.571120.691697.052225.621120.691120.692225.621柱顶M-17.10-5.01-228.73228.73-240.66205.37-28.10-27.53-240.66-240.66-28.10N1631.6414.72-393.38393.381271.512038.602617.371271.511271.512617.37柱底M8.552.50424.79-424.79422.99-405.3514.0413.76422.99422.9914.04N1669.6414.72-393.38393.381305.732072.822668.691305.731305.732668.69七、柱端弯矩设计值的调整：1、A柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。第5层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc×1032=0.08<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc×1032=0.087<0.15，无需调整。第4层，同理也无需调整。第3层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc×1032=0.179>0.15。可知，一、二、三层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整（相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）层次654321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）143.2260.09149.5291.91180.79199.89199.89216.62216.62240.19247.36508.12γREN219.46366.92489.24523.45777.25811.471081.131115.351391.261425.481712.401746.622、B柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。经计算当轴力N=fcAc××6502/103=902.26KN时，方符合调整的条件，可知B柱调整图如下：横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整层次654321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）76.44γREN八、柱端剪力组合和设计值的调整：例：第6层：恒载SGk=（M上+M下活载SQk=（M上+M下地震作用SEk=（M上+M下×横向框架A柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe×（SGkQk）Ek]GkQkGkQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]126-25.35-7.6028.79-28.791.84-54.31-41.82-41.0667.775-15.85-4.7674.79-74.7956.51-89.33-26.16-25.6880.484-17.03-5.1270.78-70.7851.38-86.64-28.11-27.60126.893-17.12-5.1485.17-85.1765.32-100.76-28.25-27.74138.842-17.98-5.4399.56-99.5678.45-115.70-29.70-29.18152.271-6.92-2.10118.16-118.16108.03-122.38-11.44-11.24192.89同理，横向框架B柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe×（SGkQk）Ek]GkQkGkQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]12619.475.3944.87-44.8763.70-23.8031.6730.9176.43513.193.5880.96-80.9692.42-65.4521.3920.84110.91413.813.76110.31-110.31121.67-93.4322.4021.84146.01313.913.77132.74-132.74143.64-115.2122.5521.97201.36214.223.74155.16-155.16165.76-136.8022.9422.30224.5115.461.60139.05-139.05141.21-129.948.978.79227.32第六部分：截面设计一、框架梁：以第1层AB跨框架梁的计算为例。1、梁的最不利内力：经以上计算可知，梁的最不利内力如下：跨间：MmaxKN·m支座A：MmaxKN·m支座Bl：MmaxKN·m调整后剪力：V=182.70KN2、梁正截面受弯承载力计算：抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：（1）、考虑跨间最大弯矩处：按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=2600mm，梁内纵向钢筋选=2\*ROMANII级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=700-35=665mm，因为fcmbf，hf，（h0-hf，/2）×2600×100×（665-100/2）·m>994.06KN·m属第一类T形截面。下部跨间截面按单筋T形截面计算：αs=M/（fcmbf，h02×1062ξ=1-（1-2αs）1/2As=ξfcmbf，h0/fy××2600×665/310=mm实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742mm2。ρ=1742/300/665=0.8%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2600/665<0.23，符合二级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcmbf，h02）=×106-310×1742×(665-35)]6652=ξ=1-（1-2αs）1/2可近似取,As=M/fy/(h0-a,)×106/310/（665-35）=mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)×106/310/（665-35）=mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。ρ=2724/300/665=1.3%>ρmin=0.3%，又As，/As=1742/2724=0.64>0.3，满足梁的抗震构造要求。3、梁斜截面受剪承载力计算：（1）、验算截面尺寸：hw=h0=6hw/b=665/300=<4,属厚腹梁。fcmbh0××300×665=N>V=182700N可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：fcmbh0××300×665=N>V=182700N可知，需按构造配箍。（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用=1\*ROMANI级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则fcmbh0fyvnAsv1h0××300×6×210×2××665/100=348712.4N>182700Nρsv=nAsv1%>ρsvmin=0.02fcm/fyv×%加密区长度取，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。其它梁的配筋计算见下表：层次截面M（KN·m）ξ计算As，（mm2）实配As，（mm2）计算As（mm2）实配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A<04Ф25、2Ф22(2724)加密区双肢Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Bl<04Ф25、2Ф22(2724)AB跨间0.102Ф25、2Ф22(1742)支座Br<025Ф25(2454)加密区四肢Ф8@80非加密区四肢Ф8@100BC跨间214.910.051931.364Ф25(1964)2支座A<025Ф25(2454)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl<025Ф25(2454)AB跨间0.0914Ф22(1520)支座Br0.315Ф23(2077)加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间191.000.051724.414Ф24(1808)3支座A<025Ф23(2077)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl<05Ф23(2077)AB跨间0.083Ф23(1246)支座Br0.235Ф22(1900)加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间178.400.041590.364Ф26(1593)4支座A<04Ф24(1808)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl<04Ф24(1808)AB跨间0.072Ф25(982)支座Br0.163Ф25(1473)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间134.150.031211.714Ф20(1256)5支座A<03Ф25(1473)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl<03Ф25(1473)AB跨间0.052Ф18(509)支座Br0.035Ф16(1005)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间0.033Ф22(1140)6支座A<05Ф16(1005)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl<05Ф16(1005)AB跨间0.042Ф14(308)支座Br0.073Ф16(603)加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间38.430.01340.793Ф14(461)二、框架柱：1、柱截面尺寸验算：根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0666005603.46>256005603.05>246005602.58>236005602.56>226005602.59>216005603.99>2B柱66005603.28>256005602.86>246005602.68>236005602.62>226005602.56>216005603.52>2例：第1层A柱：柱截面宽度：b=600mm柱截面有效高度：h0=600-40=560mm混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）柱端剪力计算值：Vc剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103>2轴压比：N/fcmbh0=2328.83*1032、柱正截面承载力计算：先以第1层A柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12KN·m，N=1746.62KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=×106×103)=290.92mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即600/30=20mm，故取ea=20mm。柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱，l0=1.0H=初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+20=310.92因为长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1cm××6002/（×103取ξ1又l0/h<15，取ξ2得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/18轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as18×+600/2-40=576.52对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0×103<ξb为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)=[×103×××0.264)××600×5602]/310/(560-40)=(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax·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。轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=×106/(×103)=mm初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+20=mm长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1cm××6002/×103取ξ1又l0/h<15，取ξ2得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/=ηei×28.16=h0×560=198mm,故为小偏心受压。轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=+600/2-40=mmξ=（N-ξbfcmbh0）/[cmbh02ξb)/(h0-as,)+fcmbh0]+ξb按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Necmbh02.<ξbfcmbh0××700×故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，单侧配筋率ρsmin≥0.2%，故As,=As=ρsminbh=0.2%×700×700=980mm2选4Ф22，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8%3、柱斜截面受剪承载力计算：以第1层A柱为例，查表可知：框架柱的剪力设计值Vc剪跨比λ>3，取λ=3考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值cm××6002/103ftbh0/(λ××600×5××103=279723.22N>192890N故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv×0.6%柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor×550×8/100/550/550=1.0%>0.6%,符合构造要求。注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。s为箍筋间距。非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，其它各层柱的配筋计算见下表：柱A柱层次123截面尺寸600×600600×600600×600组合一二一二一二M（KN·m）508.12-17.93240.1957.16216.6251.16N（KN）1746.622198.061425.481831.831115.351465.60V（KN）192.89152.27138.84e0（mm）290.928.16168.5031.20194.2234.91ea（mm）202020202020l0（m）4.2423.33.33.33.3ei（mm）314.2531.49190.1752.87215.8956.58l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0681.6741.0701.2531.0621.236e（mm）645.62362.71488.48351.25514.28354.93ξ计算As=As’（mm2）668.41980.00<0845.00<0845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150柱A柱层次456截面尺寸600×650600×600600×600组合一二一二一二M（KN·m）199.8950.59149.5250.59143.2260.09N（KN）811.471099.37489.24733.14219.46366.92V（KN）126.8980.4867.77e0（mm）246.3346.02305.6269.00652.60163.77ea（mm）202020202020l0（m）3.33.33.33.33.33.3ei（mm）268.0067.69327.2990.67674.27185.44l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.1981.0411.1471.0201.072e（mm）566.40366.09625.71389.00972.76483.79ξ计算As=As’（mm2）2.21845.00121.49845.00459.67<0实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大大配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150柱B柱层次123截面尺寸600×600600×600600×600组合一二一二一二M（KN·m）528.7414.04351.1143.90322.4140.82N（KN）1305.732668.691120.692225.62926.451782.55V（KN）227.32224.51201.36e0（mm）404.945.26313.3019.72348.0022.90ea（mm）202020202020l0（m）4.24.23.33.33.33.3ei（mm）428.2728.59334.9741.39369.6744.57l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0