学士某层框架结构综合楼毕业设计计算书

建筑部分建筑设计要求建筑层数：主体六层，无地下室。建筑平面布置：标准层为病房、仓库、办公、其他辅助用房。采用铝合金门窗户，外填充墙为300㎜厚加气混凝土砌块，内填充墙为200㎜厚加气混凝土砌块。平面布置：因充分考虑框架结构特性，本设计将使用功能一致的空间做了统一布置，具体布置见《建施》标准层平面布置图建筑层高：首层3.9m，标准层3.6m。建筑面积：4968mm2左右，总高度21.9m。。设计依据建筑布局应与管理方式和服务手段相适应，做到分区明确、联系方便、保证客房及公共用房都具有良好的居住和活动环境。室内应尽量采用天然采光。围护结构应尽量做到保温隔热，以利于节能。应设医用电梯。病房：病房类型可以分为三床病房、六床病房、特护房；卫生间无自然通风时，应采取有效措施来通风排气；卫生间要有管道井；室内净高：客房居住部分，设空调时不应低于2.4m，不设空调时不应低于2.6m。客房内过道净高不应低于2.1m，公共走道不应低于2.6m要有医务务员工作间、储藏间、开水间。客房入口门洞宽不应小于0.9m，高度不应小于2.1m；客房内卫生间门洞宽不应小于0.75m。公共部分：门厅内交通流线及服务分区应明确，总服务台应明显；每层应至少设两个疏散楼梯间，安全出口的数目不应少于两个。三室内装修因考虑现代人审美观的差异，本工程仅做粗装修处理，施工时做至结构基层即可，面层待甲方自行处理。结构计算时仅考虑抹灰。室外装修结合该建筑所处环境以及人们对外观要求的提高，本设计要求外墙均采用高级外墙涂料，主体颜色为白色，挑檐处为蓝色，另外在阳台上加两道腰线，其中间部分也是高粱红色，与挑檐相互呼应。充分体现一种宁静，简洁、而又稳重的设计理念。建筑抗震概念设计建筑设计应重视建筑结构的规则性。要选用合理的建筑结构体系。抗侧力结构和构件的延性也要重视。其中：规则要求为：避免结构有过大的凹凸，避免竖向承重构件的不连续，避免水平和竖向的不均匀。合理的建筑结构体系指：要有明确的计算简图和合理的地震作用传递途径；避免因部分结构或构件破坏而导致整个结构丧失抗震能力或对重力荷载的承载能力；此外结构体系要具有必要的承载能力，良好的变形能力或消耗地震能量的能力。延性指：避免混凝土结构的脆性破坏，做到强柱弱梁、强剪弱弯、强节点弱构件。结构部分一工程概况二结构选型及布置方案三梁、柱截面尺寸、柱高度确定四荷载计算五水平地震作用下框架侧移计算六水平地震作用下横向框架内力分析七竖下荷载作用下横向框架的内力分析八内力组合九截面设计十基础计算十一楼梯的配筋计算十二板的配筋计算一=工程概况本工程为六层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约4968㎡。建筑物平面为矩形，地上六层，首层层高为3.9m，二至六层为3.6m。框架梁、柱、屋面板均为整体现浇设计资料：1土质及地耐力：室外地面至地下室以下2.5米范围内为新近堆积的杂填土，2.5米～8.5米范围内为中砂土，以下为粗砂层。中砂层土地基承载力特征值150Kpa，粗砂土地基承载力特征值200Kpa。无软弱下卧层。2、地下水位：勘察揭露深度未见地下水位，可不考虑地下水对建筑材料的腐蚀性。3、抗震设防：本地区抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度为0.2g，所属设计地震分组为第一组。4、场地类别：建筑场地类别为Ⅱ类，设计特征周期为0.35S，5、冻土深度：太原地区季节性冻土深度为0.8米6基本雪压：S=0.2KN/㎡设计内容1确定梁、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；7考虑抗震构造要求；二结构选型及布置方案本工程主体采用钢筋混凝土框架结构，楼梯采用现浇钢筋混凝土板式楼梯；基础采用钢筋混凝土条形基础。梁、柱混凝土均采用C30砼，基础采用C25砼，垫层为C15砼，其它材料的使用详见结构设计总说明。柱网布置图见下页图1所示三梁柱截面、柱高度的确定1粗估截面尺寸柱：地下室：b×h＝800㎜×800㎜;一至六层：b×h＝800㎜×800㎜;(2)梁：横向框架梁取跨中（1/8---1/12）lL1350㎜×700㎜L2350㎜×650㎜CL统一选取为300㎜×600㎜验算：为提高柱的延性，增强结构的抗震能力，再框架柱的正截面计算中，必须限制其轴压比，以保证框架柱的延性，达到强柱弱梁的要求。因该地区所处为8度抗震区，抗震等级为二级，由《抗震设计规范》得柱子的最大轴压比限值=0.8，又据《建筑结构荷载规范》取每层荷载为15KN/㎡则柱近似取为800×800（2）柱高度确定底层柱h＝4.5m,认为地下室全部埋于地下，室内外高差为750m由建筑设计要求得，二至六层柱h=3.6m,七层柱4.5m，由此得框架计算简图如图2所示横向框架计算简图及柱编号五荷载计算1屋面均布恒载二毡三油防水层0.35KN/㎡冷底子油热玛蹄脂二道0.05KN/㎡20mm厚1；3水泥沙浆找平0.02×20=0.4KN/㎡200mm水泥蛭石保温层0.2×6.5=1.3KN/㎡20mm厚纸筋石灰抹底0.2×16=0.32KN/㎡120mm厚现浇钢筋混凝土楼板0.12×25=3.00KN/㎡共计5.42KN/㎡屋面恒载标准值为（7.5×5+00.25××2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）×5.442=411192屋面均布活载为为：计算重力荷载代代表值时，仅仅考虑屋面面雪荷载，雪雪荷载代表表值为0.3550.35×（77.5×55+0.225×2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）=26663楼面均布恒载为为：按楼面作法逐项项计算25厚水泥沙浆抹面面0.0025×220=0..5120厚钢筋混混凝土楼板板0..12×55=3.00020厚纸筋石灰抹底底0..02×116=0..32共计3.822楼面恒载标准值值2.0×（7..5×5++0.255×2）×（7.88×2+33.9+00.25××2）=290034楼面均布活荷载载：楼面均布活荷载载对办公楼楼的一般房房间为1.5，会议室室、走廊、楼楼梯、门厅厅等处为2.0，为方便便计算，此此处偏安全全统一取均均布活荷载载为2.02.0×（7..5×5++0.255×2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）=152205梁、柱自重（包包括梁侧、梁梁底、柱的的抹灰的重重量）梁侧、梁底抹灰灰、柱周抹抹灰近似按按加大梁宽宽及柱宽考考虑例：l1b×h4000×650长度度7.0m每根重量为0.444×（0.655-0.112）×7.00×25==40.881其它梁、柱自重重计算结果果见下表梁柱自重表编号截面（m2）长度（m）根数每根重量（knn）L10.4×0.6657.012×740.81L20.4×0.6653.26×70.44×(00.65--0.122)×3.22×25=118.666L30.4×0.6657.520×70.44×(00.65--0.122)×7.55×25=443.733L0.40×0..67.520×70.44×0..60-00.12××7.5×25=399.6Cl10.3×0.663.9250.44×(00.6-00.12))×3.9×25=220.599Cl20.3×0.663.75200.44×(00.6-00.12))×3.755×25=119.8Z10.8×0.884.5240.84×0..84×4.5×25=779.388Z20.8×0..83.624×50.84×0..84×3.6×25=663.5Z30.7×0.774.5240.74×0..74×4.5×25=661.611总汇：一层主、次梁总总重为：40.81××12+118.666×6+443.733×20++20.559×255+19..8×200=23887二至七层主次梁梁每层总重重为：40.81××12+118.666×6+339.6××20+220.599×25++19.88×20==23044第一层柱总重为为：779.388×24==19055第二至六层柱每每层总重均均为：63.55×24==15244第七层柱总重为为：611.61××24=114796墙体自重本工程外墙自重重应该减去去门、窗洞洞口的重量量再加上门门、窗的重重量，但门门、窗的重重量相对较较小，为方方便计算此此处忽略计计算。本方方案中轴线线处，轴线线处窗洞的的开设大致致相同，因因此可以取取1，A轴线来近近似计算，计计算结果见见下表：墙体每片面积（m22）片数窗户尺寸（m××m）窗户个数底层横墙7.5×4.552×52.1×3.00（2.4×3.00）2×7＋(1))×2二至六层横墙7.5×3.662×52.1×2.11（2.4×3.00）2×7＋(1))×2七层横墙7.5×4.552×52.1×2.11（2.4×3.00）2×7＋(1))×2底层纵墙6.85×4..53.2×4.55422.1×3.00（2.4×3.00）3×21×2二至六层纵墙3.2×4.553.2×4.554×52×52.1×2.11（2.4×3.00）3×5×21×5×2七层纵墙6.85×4..53.20×4..5422.1×2.11（2.4×3.00）3×21×2墙体自重重底层：（7.5×4.55×10--2.1××3.0××14-22.4×33×2）×0.225×7..5+（6.855*4.55*4+33.2*44.5*22-2.11*3.00*6-11.2*33*2）*0.225*7..5=7667.811=76882—6层：（7.5×3.66×10--2.1××2.1××14-22.4×22.1×22）×0.225×7..5+（6.855*3.66*4+33.2*33.6*22-2.11*2.11*6-11.2*22.1*22）*0.225*7..5=6441.933=6422底层：（7.5×4.55×10--2.1××2.1××14-22.4×22.1×22）×0.225×7..5+（6.855*4.55*4+33.2*44.5*22-2.11*2.11*6-11.2*22.1*22）*0.225*7..5=8550.844=8511内墙采用1200㎜厚轻质质隔墙，取取某一标准准层近似估估算为（7.5*5*44+7*99.6+77.8*66）*0.99*0.335*1..5=1224.744=12557荷载分层总汇顶层重力荷载代代表值包括括：屋面恒恒载，50屋面血荷荷载，纵横横梁自重，半半层柱自重重，半层墙墙体自重。其它层重力荷载载代表值包包括：楼面面恒载，50楼面均布布活荷载，纵纵横梁自重重，楼面上上，下各半半层的柱及及纵、横墙墙体自重，将将前述分项项荷载相加加，得集中中于各层楼楼面的重力力荷载代表表值如下：：第七层：G7=41199+50﹪×2666+23004+14479/22+8511+1255=82772第六层：G6==29003+500﹪×15220+23304+11479//2+15524/22+6422+1255=82336第五层：G5==29003+500﹪×15220+23304+11524++642++125==82588第四层：G4==82558第三层：G3==82558第二层：G2==82558第一层：G1==29003+500﹪×15220+23387+11524//2+19905/22+78++125==86588五水平地震力作作用下框架架侧移计算算1横梁线刚度混凝土C30，EC=3×1107在框架结构中，现现浇楼面可可以作为梁梁的有效翼翼缘，增大大梁的有效效刚度，减减少框架侧侧移。为考考虑这一有有效作用，再再计算梁的的截面惯性性矩时，对对边框架梁梁I=1..5I0，（I0为梁的有有效翼缘）中中框架梁I=2..0I0横梁线刚度计算算结果见下下表梁号截面跨度惯性矩边框架梁中框架梁L0.4×0.6657.49.15×100-313.73×110-35.56×100-318.3×100-37.42×100-3L0.4×0.6653.29.15×100-313.73×110-312.78×110-318.3×100-317.16×110-3L0.4×0.6657.59.15×100-313.73×110-3L0.4×0.6657.57.2×10--32.横向框架侧侧移刚度ＤＤ值柱线刚度列于下下表柱线刚度柱号截面柱高度惯性矩线刚度Ｋ＝ＥＩ/h((KnZ10.8×0.884.53.4×10--322.6×1004Z20.8×0.883.63.4×10--328.3×1004Z30.7×0.774.52.0×10--313.3×1004横向框架柱侧移移刚度Ｄ值值计算项项目类型层边框架边柱0.332444554边框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架边柱0.514688258∑Ｄ=13598888边框架边柱0.089233184边框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架边柱0.303793868∑Ｄ12293044边框架边柱0.173136354边框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架边柱0.480378468∑Ｄ623466３横向框架自振振周期按顶点位移法计计算框架的的自振周期期．顶点位移法是求求结构基平平频的一种种近似方法法．将结构构按质量分分布情况简简化成无限限质点的悬悬臂直杆，到到处以质点点位移表示示的基频公公式．这样样，只要求求出结构的的顶点水平平位移，就就可按下图图求得结构构的基本周周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期期调整系数数．考虑填填充墙使框框架自振周周期减小的的影响，取取０.７５―――框架的顶顶点位移．．在未求出出框架的周周期前，无无法求出框框架的地震震力及位移移，Ｔ是将将框架的重重力荷载视视为水平作作用力，求求得的假想想框架顶点点位移．然然后由Ｔ求求出Ｔ，再再用Ｔ求得得结构的底底部剪力，进进而求出框框架各层剪剪力和结构构真正的位位移．横向框架顶点位位移见下表表横向框框架顶点位位移计算层次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.19496823616508122930440.01340.0181665825824766122930440.02010.16824825833024122930440.02690.14813825841282122930440.03360.12122825849540122930440.04030.08761865858198135988880.04730.0473ＴＴ＝１.７×０.５×０.１９４９９＝０.５６4横向地震作用计计算由设计资料可制制，建筑物物场地类别别为类，设设计特征周周期为０.３５Ｓ设计基本加速度度为０.２，地震震分组为第第一组，查查《建筑抗抗震设计规规范》地震震影响系数数＝０.16T1=0.56＞11.4TTg=1.44×0.335=0..49s,,应考虑顶顶点附加地地震作用δ=0.08T1＋0.077=0.08××0.5＋＋0.077=0.11148结构横向水平地地震作用标标准值各层横向地震剪剪力计算见见下表各层横向向地震作用用及地震剪剪力层次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.5001742.50063.622.582361853100.207950.132692.63353.618.982581560760.175803.253495.88843.615.382581263470.141647.194143.07733.611.78258966190.108495.724638.79923.68075344.254983.04414.54.58658389610.044201.965185.000.∑GiHi=8933547KKN注：表中第七层层Fi中加入ΔFn5横向框架抗震变变形验算多遇地震作用下下，层间弹弹性位移验验算见下表表，层间相相对转角均均应满足要要求θe＜[θe]=1/5500横向框架抗震变变形验算层次层间剪力Vi((KN)层间刚度∑Gii(kn)层间位移层高层间相对转角71742.5006234660.0027994.51/161062692.633122930440.0021993.61/164353495.888122930440.0028443.61/126544143.077122930440.0033773.61/166834638.799122930440.0037773.61/95024983.044122930440.0040553.61/88715185.000135988880.0038114.51/11806.纵向框架侧移刚刚度Ｄ值横向框架柱侧移移刚度Ｄ值值计算项目类型层项目类型层边框架边柱0.332444554边框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架边柱0.514688258∑Ｄ=13598888边框架边柱0.089233184边框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架边柱0.303793868∑Ｄ12293044边框架边柱0.173136354边框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架边柱0.480378468∑Ｄ6234667纵向框架自振周周期按顶点位移法计计算框架的的自振周期期．顶点位移法是求求结构基平平频的一种种近似方法法．将结构构按质量分分布情况简简化成无限限质点的悬悬臂直杆，到到处以质点点位移表示示的基频公公式．这样样，只要求求出结构的的顶点水平平位移，就就可按下图图求得结构构的基本周周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期期调整系数数．考虑填填充墙使框框架自振周周期减小的的影响，取取０.７５―――框架的顶顶点位移．．在未求出出框架的周周期前，无无法求出框框架的地震震力及位移移，Ｔ是将将框架的重重力荷载视视为水平作作用力，求求得的假想想框架顶点点位移．然然后由Ｔ求求出Ｔ，再再用Ｔ求得得结构的底底部剪力，进进而求出框框架各层剪剪力和结构构真正的位位移．纵向框架顶点位位移见下表表纵纵向框架顶顶点位移层次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.19496823616508122930440.01340.0181665825824766122930440.02010.16824825833024122930440.02690.14813825841282122930440.03360.12122825849540122930440.04030.08761865858198135988880.04730.0473ＴＴ＝１.７×０.５×０.１９４９９＝０.５６4纵向地震作用计计算由设计资料可制制，建筑物物场地类别别为类，设设计特征周周期为０.３５Ｓ设计基本加速度度为０.２，地震震分组为第第一组，查查《建筑抗抗震设计规规范》地震震影响系数数＝０.16T1=0.56＞11.4TTg=1.44×0.335=0..49s,,应考虑顶顶点附加地地震作用δ=0.08T1＋0.077=0.08××0.5＋＋0.077=0.11148结构纵向水平地地震作用标标准值各层纵向地震剪剪力计算见见下表各层纵向地震作作用及层地地震剪力剪剪力层次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.5001742.50063.622.582361853100.207950.132692.63353.618.982581560760.175803.253495.88843.615.382581263470.141647.194143.07733.611.78258966190.108495.724638.79923.68075344.254983.04414.54.58658389610.044201.965185.000.∑GiHi=8933547KKN注：表中第七层层Fi中加入ΔFn5纵向框架抗震变变形验算多遇地震作用下下，层间弹弹性位移验验算见下表表，层间相相对转角均均应满足要要求θe＜[θe]=1/5500纵向框架架抗震变形形验算层次层间剪力Vi((KN)层间刚度∑Gii(kn)层间位移层高层间相对转角71742.5006234660.0027994.51/161062692.633122930440.0021993.61/164353495.888122930440.0028443.61/126544143.077122930440.0033773.61/166834638.799122930440.0037773.61/95024983.044122930440.0040553.61/88715185.000135988880.0038114.51/1180六水平地震作用用下横向框框架内力分分析选一榀中框架为为计算单元元，边框架架与纵向框框架得计算算方法，步骤与中框架相相同水平平地震作用用下框架柱柱剪力和弯弯矩标准值值柱层次HiVi∑Di∑Gi(kn)∑Gii(kKDVikyiM下M上B、C柱74.51742.5006234661.848378460.0607105.70.32152.31323.6663.62692.633122930440.869793860.0646173.90.35219.16407.0253.63495.888122930440.869793860.0646225.80.35284.55528.4443.64143.077122930440.869793860.0646267.40.35337.23626.2833.64638.799122930440.869793860.0646299.60.35377.58701.2323.64983.044122930440.869793860.0646321.90.35405.59753.2514.55185.000135988881.088688250.0506262.40.36340.02613.92A、D柱74.51742.5006234660.558171860.027648.10.2656.27160.1463.62692.633122930440.262303920.024766.50.112.34213.1053.63495.888122930440.262303920.024786.40.1134.19276.6743.64143.077122930440.262303920.0247114.60.1140.52327.8733.64638.799122930440.262303920.0247123.10.1145.37367.1123.64983.044122930440.262303920.0247181.90.1148.74394.3514.55185.000135988880.328476680.0351114.60.16130.96687.54注：水平地震震作用下框框架梁端剪剪力及柱端端轴力标准准值层次AB跨梁端剪力力BC跨梁端剪力力柱轴力LM左M右VbLM左M右VbNANB77.8160.1497.7033.063.9225.96225.96115.8833.0682.8267.8269.27168.9856.193.9390.55390.55200.2889.2522.9157.8302.41225.7867.123.9521.82521.82267.60156.97426.7947.8362.06275.0781.683.9635.76635.76326.03238.65671.1437.8407.63313.6192.473.9724.85724.85371.72331.12950.3927.8439.72341.51100.163.9789.32789.32404.78431.281255.01117.8736.28307.89133.873.9711.62711.62364.93565.151486.077七竖下荷载作用用下横向框框架的内力力分析仍取中框架计算算１荷载计算横荷载：第七层梁的均布布线荷载（恒恒载）ＡＢ跨屋面均布恒载传传给梁5.422×3.775=200.33KN/mm横梁自重（包括括抹灰）００.４４×（０.６５－０.１２）×２５＝５.８３KN/mmＣＤ跨屋面均布恒载传传给梁5.422×3.775=200.33KN/mm横梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第七层梁A轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁传来屋面板板自重：5..42×33.9×33.75==79.227KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN总计A轴线处集集中荷载：N7A=1660.055KN第七层梁B轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁传来屋面板板自重1.755×5.442×3..9×3..75=1184.996KN0.444×（0.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN总计B轴线处集集中荷载：：N7B=2886.344KNAB跨中集中荷载：：次梁传来屋面板板自重：55.42××3.755×3.99=79..27KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN总计AB跨中集中中荷载：N7M=1118.877KN第六层六层梁的均布线线荷载（恒恒载）ＡＢ跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第六层梁A轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁传来屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN纵墙自重：（7.5××4.5－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=466.74KKN柱子自重：0..74×00.74××25×44.5=661.611KN总计A轴线处集集中荷载：N6A=2445.000KN第六层梁B轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁传来楼面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0..74×00.74××25×44.5=661.611KN总计B轴线处集集中荷载：：N6B=2660.766KNAB跨中集中荷载：：次梁传来楼面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN总计AB跨中集中中荷载：N6M=955.47KKN二～五层梁的均均布线荷载载（恒载）ＡＢ跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m二～五层梁A轴轴线处集中中荷载：纵梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁传来屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN纵墙自重：（7.5××3.6－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=344.09KKN柱子自重：0..84×00.84××25×33.=633.50KN总计A轴线处集集中荷载：N2～5A=2334.244KN二～五层梁B轴轴线处集中中荷载：纵梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁传来楼面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0.844×0.884×255×3.66=63..50KNN总计B轴线处集集中荷载：：N2～5B=2662.655KNAB跨中集中荷载：：次梁传来楼面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN总计AB跨中集中中荷载：N2～5M=955.47KKN第一层梁的均布布线荷载（恒恒载）ＡＢ跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨楼面均布恒载传传给梁3.822×3.775=144.33KN/mm横梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第一层梁A轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.65－0.12）×25××7.5==43.773KN次梁传来屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN纵墙自重：（7.5××3.6－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=344.09KKN柱子自重：0..84×00.84××25×33.=633.50KN总计A轴线处集集中荷载：N1A=2338.377KN第一层梁B轴线线处集中荷荷载：纵梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.65—0.12）×25××7.5==43.773KN次梁传来楼面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0.844×0.884×255×3.66=63..50KNN总计B轴线处集集中荷载：：N1B=2666.788KNAB跨中集中荷载：：次梁传来楼面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN总计AB跨中集中中荷载：N1M=955.47KKN活荷载屋面均布活荷载载：2.0××3.755=7.55KN/mmAB跨中集中荷载：：3..75×33.9×22.0=229.255KNA轴线处集中荷载载：3.775×3..9×2..0=299.25KKNB轴线处集中荷载载：1..75×33.75××3.9××2.0==51.119KN楼面均布布活荷载：2.0××3.755=7.55KN/mmAB跨中集中荷载：：3..75×33.9×22.0=229.255KNA轴线处集中荷载载：3.775×3..9×2..0=299.25KKNB轴线处集中荷载载：1..75×33.75××3.9××2.0==51.119KN中框架横荷载即即活荷载见见下图所示示：框架竖下下荷载示意意图（1）恒载示意（2）活载示示意用弯矩分配法计计算框架弯弯矩（1）计算梁、柱转转动刚度本框架结构对称称，荷载近近似对称，因因此可取半半边结构进进行计算，如如右图所示示计算分配系数见见下表节点∑Sikµ左梁µ右梁µ上柱µ下柱74×7.42++13.33×4——0.383——0.61764×7.42++28.33×4＋13.33×4——0.1650.2670.56854×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43644×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43634×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43624×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43614×7.42++22.66×4＋28.33×4——0.1340.4070.459144×7.42++13.33×4＋34.3320.2660.306——0.428134×7.42++34.332＋28.33×40.1390.1600.2240.477124×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.380114×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.380104×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.38094×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.38084×7.42++34.332＋28.33×40.1160.1340.3530.398传递系数远端固定，传递递系数为1/2，远端滑动，传递递系数为－－1。弯矩分配恒载作用下，框框架的弯矩矩分配计算算见下页图图，框架的的弯矩见图图，活荷载载作用下框框架的弯矩矩分配见图图，框架的的弯矩见图图。在竖向荷载作用用下，考虑虑框架的梁梁端的塑性性内力重分分布，取弯弯矩调配系系数为0.8，调幅后后，恒载及及活载弯矩矩图见图及图中括号内内数值。梁端剪力及柱轴轴力计算梁端剪力VV=VQ+VM公公式中，VQ——梁上线荷荷载引起的的剪力，通通过各种荷荷载作用下下剪力叠加加而得VM——梁端端弯矩引起起的剪力，VM=∑M/L=（M左—M右）/L柱轴力N=V++P公式中，V=梁端剪力力P=节点集中中力及柱子子自重以AB跨，六七层梁在在荷载作用用下，梁端端剪力及柱柱轴力计算算为例七层：ABB跨q1=200.33KN//m，q2=5.883KNN/mp=1118.887KNVq左=Vq右=220.333×7.88/4+5.883×7..8/22+1118.877/2=1211.82KN调幅前：Vm左=Vm右=（143..59—184..33）/7..8=—5.222KNV左=Vq左+Vqq右=1116.66KNV右=Vq左+Vqq右=1277.04KKN调幅后：Vm左=Vm右=（122..05—156..68）/7..8=44.44KNV左=Vq左+Vqq右=1117.388KNV右=Vq左+Vqq右V=1226.266KNBCC跨q11=200.33KN//m，q2=5.883KNN/mVq左=Vq右=220.333×3.99/4+5.883×3..9/22=311.19KN六层：ABB跨q1=144.33KN//m，q2=5.883KNN/mp=995.477KNVq左=Vq右=144.33××7.8//4++5.833×7.88/2+95..47/2=1121.882KNN调幅前：Vm左=Vm右=（154..23—167..51）/7..8=--1..70KNNV左=Vq左+Vqq右=996.722KNV右=Vq左+Vqq右=1000.12KKN调幅后：Vm左=Vm右=（131..10—142..38）/7..8=－1.455KNV左=Vq左+Vqq右=966.97KNV右=Vq左+Vqq右V=999.87KNBCC跨q11=144.33KN//m，q2=5.883KNN/mVq左=Vq右=114.333×3.99/4+5.883×3..9/22=255.34KKN其它层梁柱剪力力及轴力见见下恒载作用用下梁端剪剪力及柱轴轴力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VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNTNBNTNB7121.8231.19-5.22(-4.44)0(117.38))116.60126.26(127.04))31.19277.43399.04200.15261.76698.4225.34-1.70(-1.45)096.72(96.97)100.12(99.87)25.34681.01744.51450.89514.39598.4225.34(-0.53(-0.45)096.72(96.97)98.95(98.87)25.341076.7221140.222704.41767.91498.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.341472.4661535.966957.901021.400398.4225.34-0.48(-0.40)096.72(96.97)98.90(98.82)25.341868.2221931.7221211.3771274.877298.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.342263.9662327.4661464.8661528.366198.4225.34-0.73(-0.62)096.72(96.97)99.15(99.04)25.342663.6332743.0111714.4221793.800注：括号内为调调幅后的剪剪力值活荷载作用下梁梁端剪力及及柱轴力层次荷载引起的剪力弯矩引起的剪力总剪力柱轴力ǾAB跨BC跨AB跨AB跨AB跨BC跨A柱B柱VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNN729.2514.63-1.57(-1.34)027.68(27.91)30.82(30.59)14.6357.1637.91629.2514.63-0.13(-0.11)029.12(29.14)29.38(29.26)14.63115.5574.59529.2514.63(-0.16(-0.13)029.09(29.12)29.41(29.38)14.63173.92111.29429.2514.63-0.17(-0.14)029.08(29.11)29.42(29.38)14.63232.28148.00329.2514.63-0.03(-0.026))029.22(29.22)29.28(29.28)14.63290.75184.60229.2514.63-0.40(-0.34)028.85(28.91)29.65(29.59)14.63349.91220.51129.2514.63-0.20(-0.17)029.05(29.08)29.45(29.42)14.63408.24257.25注：括号内为调调幅后的剪剪力值八内力组合梁端内力组合计算梁端弯矩时时，控制截截面为柱端端，而非柱柱轴心，因因此应采用用M—V×1//2进行计算算不利组合时，考考虑了地震震力的方向向。梁跨中弯矩计算算，跨间Mmax为跨跨中最大弯弯矩即为简支条件下下荷载作用用下梁跨中中弯矩与经经过修正后后端弯矩作作用下梁跨跨中弯矩之之和。AB跨Mmax=1/88q1l2＋pl/4＋1/166q2l2－（M左+M右）/2其中，q1———跨内均布布荷载qq2——跨内三角角形分布荷荷载P——跨内集中中荷载M——梁左、右端弯矩矩，取括号号内数值；；注：梁截面计算所采采用的跨中中正弯矩不不应小于按按简支梁计计算的跨中中弯矩的一一半，如果果小于应取取较大值。BC跨Mmmax=11/8q11l2＋1/122q2l2其中：q1——跨内均布布荷载q2——跨内三角角形分布荷荷载例如：对对于第七层层梁恒载作用下AB跨Mmaxx=1/88×5.883×7..82＋1/166×20..33×77.82＋118..87×77.8/44－（122..05+1156.668）/2=2214.007KN//mBBC跨Mmax=1/88×5.883×3..92＋1/122×20..33×33.92=36..85KNN/m活载作用下AB跨Mmax=11/16××7.5××7.822＋29.225×7..8/4－（29.333+399.75）/2=551.022KN/mmBBC跨Mmax=1/112×7..5×3..92=9.551KN//m第六层梁恒载作用下AB跨Mmaxx=1/88×5.883×7..82＋1/166×14..33×77.82＋95.447×7..8/4－（131..10+1142.338）/2=1148.225KN//mBBC跨Mmax=1/88×5.883×3..92＋1/122×14..33×33.92=29..25KNN/m活载作用下AB跨Mmax=11/16××7.5××7.822＋29.225×7..8/4－（38.889+399.74）/2=446.244KN/mmBBC跨Mmax=1/112×7..5×3..92=9.551KN//m其它各层的计算算见表格在竖下荷载和地地震力组合合下的跨中中最大弯矩矩MGE的计算算，因采用用数解法计计算需要分分段来考虑虑，所以采采用结构力力学求解器器来计算。计算结果见下表表九截面设计1.承载载力调整系系数γRE考虑地震作用时时，结构构构件的截面面设计采用用下列表达达式：SS≦R/γRE公式中γRE———承载力调调整系数，取取值见下表表；S——地震作用效应或或地震作用用效应与其其它效应的的基本组合合；R——结构构件的承载载力。承载力调整系数数γRE见下表表材料结构构件受力状态γRE钢筋混凝土梁受弯0.75轴压比小于0..15的柱偏压0.75轴压比不小于00.15的柱偏压0.80抗震墙偏压0.85各类构件受剪、偏拉0.85横向框架梁的截截面设计梁的控制截面如如图所示混凝土强度等级级采用C30（fc=14..3N/㎜2），钢筋筋采用Ⅱ级钢筋（fy=3000N/㎜2），箍筋筋采用Ⅰ级钢筋（fy=2100N/㎜2）。梁的正截面强度度计算梁的正截面强度度计算梁的斜截面强度度计算a验算截面面尺寸b×h4400㎜×6500㎜hw=h0=6155hww/b=6615/4400＜4(一般梁)V=0.25ββCfcbh0=0.225×1..0×144.3×4400×6615==879..45KKN>Vmaxb验算是是否需要计计算配置箍箍筋7ftbh0=0.77×14..3×4000×6115=2446.255KN≥V(不)当仅配箍筋时VCS=0.422ftbh0＋1.255fyv··ASV·h0/S≥Vρsvmin=00.28fft/fyv=0..28×11.43//210=0.113℅C梁的斜斜截面强度度计算为防止梁在弯曲曲屈曲前发发生剪切破破坏，截面面设计时，对对剪力设计计值进行调调整如下：：Vb==ηV(Mbl＋Mbr)/ln+Vgb其中Vgb—重力荷载载作用下按按简支梁分分析的梁端端剪力设计计值，Vgb=1.2[[q1横/4＋q2横/2＋0.5（q1活/4）]ln+1.22×(P11＋0.5PP2)/2计算结果见下表表；ηV—剪力增大系数，对对二级框架架取1.2；LN—梁的净净跨，取LAB=7..8，LBC=3..9；梁的斜截面强度度计算3柱的截面设计控制截面为上、下下柱。混凝土采用C330,ffc=14..3N//㎜2,纵筋采用Ⅱ级钢筋fy=3000N/㎜2,箍筋采用Ⅰ级钢钢筋，fy=2100N/㎜2.轴压比验算本框架结构抗震震等级为二二级，查《抗抗震设计规规范》得轴轴压比为0.8，由A柱内力组合表得得Nb—b=4271.225KNNμC=N/Afc==42711.25××103/8000×8000×14..3=0.467<00.8满足轴压比的限限值。正截面承载力计计算框架结构的变形形能力与框框架结构的的破坏机制制密切相关关，一般框框架，梁的的延性远大大与柱子，梁梁先屈服可可使整个框框架有较大大的内力重重分布和能能量消耗能能力，极限限层间位移移增大，抗抗震性能较较好。若柱柱形成了塑塑性铰，则则会伴随产产生极大的的层间位移移，危及结结构承受垂垂直荷载的的能力并可可能使结构构成为机动动体系。因因此，在框框架结构设设计中，应应体现“强梁若柱”，即一，二二级框架梁梁柱的节点点处，除顶顶层和轴压压比小于0.15者外（因因顶层和轴轴压比小于于0.15的柱可认认为具有与与梁相近的的变形能力力），梁、柱柱端弯矩应应符合下述述公式的要要求：二级框架ΣMC>1.2ΣMb式中，ΣMC——节点上、下柱端端顺时针或或反时针方方向截面组组合的弯矩矩设计值之之和；ΣMB——节点左、右梁端端顺时针或或反时针方方向截面组组合的弯矩矩设计值之之和；地震往复作用，两两个方向的的弯矩设计计值均应满满足要求，当当柱子考虑虑顺时针弯弯矩之和时时，梁应考考虑反时针针方向弯矩矩之和，反反之亦然。因因采用对称称配筋，所所以取两组组中较大值值计算配筋筋。由于框架结构的的底层柱过过早出现塑塑性屈服，将将影响整个个结构的变变形能力。同同时，随着着框架梁铰铰的出现，由由于内力重重分布，底底层柱的反反弯点具有有较大的不不确定性。因因此，对一一，二级框框架底层柱柱考虑1.25的弯矩增增大系数。以B柱第一层梁为例例,有内力组组合表查得得,ΣMC左左震5582.331+8222.344=14889.288KN··m右右震4435.442+7226.044=11661.466KN·mm取ΣMb=14664.655KN//m柱端弯矩矩组合ΣMC左震8770.166+6199.12==14899.28KKN·m右震4335.422+7266.04==11611.46KKN·m取ΣMC=1757.558KN··m1b—1b截面M=478.006×1..25=5597.558KN··m1t—1t截面M=870.116+1668.455=10338.611KN·m2b—2b截面M=619.112+1119.855=7388.97KKN·m确定最不利内力力2b—2bb截面M=738.977×0.88=5911.18KN·mmN=334.883×0..8=2667.866KN··mM=109.003KNN·mN=2142..15KKN·m1t—1t截面M=1038..617××0.8==830..89KKN·mN=279.776×0..8=2223.811KN··mM=82.888KN··mN=2417..45KNN·m1b—1b截面M=597.558×0..8=4778.066KN··mN=375.002×0..8=3000.022KN··mM=41.944KN··mN=2512..71KNN·m其它节点计算见见下表节点ΣMCΣMb1.2ΣMbM上M下1984.87++178..52=11163..391132.4661358.9551150.422*0.88=9200.34166.822619.79++161..84=7781.663750.03900.04713.68**0.8==570..94149.093584.89++154..47=7703.336708.05849.66641.28**0.8==513..02144.384531.80++200..40=7732.220647.89777.47564.68**0.8==451..74170.235463.66++137..47=6601.113570.09684.11527.66**0.8==422..13125.166370.33++194..41=5561.441530.71636.85417.62**0.8==334..10175.387401.19372.44446.69446.69**0.8==357..35130.388870.16++619..12=11489..881464.6551757.5881038.611*0.88=8300.89591.1891066.322+5744.98==16411.31617.6551941.1881261.155*0.88=10008.922544.0310995.97++522..36=11518..331493.2881791.9441175.455*0.88=9400.36493.1911899.00++452..58=11351..581326.8771592.2441059.088*0.88=8477.26426.5312769.04++371..54=11140..581115.3331338.4902.42**0.8==721..93348.7813286.88++620..99=9907.887880.701056.844722.89**0.8==578..31267.1614522.84533.49640.19512.15169.65柱中截面采用对对称配筋,具体配筋筋计算见下下表A柱正截面面承载力计计算B柱正截面面承载力计计算（3）斜截面承载力力计算以①柱底层为例进行行计算仅需按构造要求求配置箍筋筋②柱底层：仅需按构造要求求配置柱受剪截面：满足十二、板的配筋筋计算楼面活荷载：板自重加上下层层粉刷：砼C20，钢筋用用HPB2235按弹性理论设计计⑴q=1.442.0==2.8g=1.23..82=44.58g+=4.522=1.33=5.882=1.4g+q=4.558+2..8=7..83⑵计算跨度：内跨：==（轴线间间距离），边跨：=-2500=1000/2⑶弯矩计算：跨中最大大弯距为当当内支座固固定时在g+作用下下的跨中弯弯矩值与内内支座铰支支时在作用用下的跨中中弯矩之和和。泊松比比取0.2，支座最最大负弯矩矩为当内支支座固定时时g+q作用下支支座弯矩。根根据不同的的支座情况况，分为B1，B2，B3，B4四种区格格板。沿楼楼盖周边按按实际支承承情况确定定。例如：：=37500mm=39000mm/=0.996查表m1=（0.1936++0.200.017728）（g+）+（0.044016++0.20.033648）=1.867++0.9334=2..801kkN·mm2=（0.017288+0.220.011936）（g+）+（0.033648++0.20.04416）=2.6007kNN·m==-0.054426（g+q）=-5..631kN·mm==-0.05225（g+q）=-5..45kkN·m对边区格板的简简支边，取取或=0。各区格格板分别算算得的弯矩矩值列于下下表：板的计算表22区区格项目B1（）B2（）B3B4L013.553.553.73.753.73.93.753.90.960.910.990.96m1（0.025566+0.22×0.0023088）×5.882×3..552+（0.044016++0.2××0.033648）1.4××3.5552=3.0093.082.972.80m22.85（0.0159++0.2××0.022638）5.822×3.5552+（0.033592++0.2××0.044468）×1.44×3.5552=2.3352.542.61m1/-6.66-6.11-6.12-5.63m1//0-6.11-6.12-5.63m2/-6.45-5.23-5.57-5.45m2//005.45⑷截面设计板的配筋表23B1L011003.55177.946@150188L02902.85158.736@150188B2L011003.08154.396@150180L02902.35130.886@200141B3L011002.97148.876@150188L02902.54141.466@150188B4L011002.48112.286@200141L02902.08116.296@200141100-5.63282.218@160314100-4.36218.556/8@1550262100-6.66333.83HYPERLINK"mailto:8@150"8@150335100-6.45323.31HYPERLINK"mailto:8@150"8@150335100-5.23262.16HYPERLINK"mailto:6/8@150"6/8@1500262100-5.57279.208@160314其中:h=120㎜㎜=0..9十二、楼梯配筋筋计算标准层：层高高3.6mm，踏步尺尺寸1500mm300mmm，C20砼，板采采用HPB2235钢筋，梁梁纵筋HRB钢筋