【广州白云山多层写字楼毕业设计11000字（论文）】

广州白云山多层写字楼毕业设计摘要该次毕业设计课题为广州白云山多层写字楼。总的建筑面积大约是4000m2，采用了框架承重的主体结构，该结构的层数为六层，层高1-2是3.9m，3-6是3.3m，抗震设防烈度是6度。本次设计被划分成建筑设计与结构设计。该计算书包涵全部设计的计算经过过程及有关明细。大体包含结构布置、结构选型、一榀框架的完备演算：这其中囊括了荷载计算、内力计算、配筋计算、截面设计及内力组合。而且，这其中还有柱下基础、楼梯结构等构件设计的过程。不仅有基础的手算，而且做了电算校核通过PK-PM体系结构设计的专门使用软件，并刨析了手算和电算结果。关键字：结构布置；内力计算；配筋计算；建筑设计；结构计算目录TOC\o"1-3"\h\u2242摘要 绪论毕业设计是土木工程专业本科培养的一个学习、实践、探索和创新相结合的实践性教学环节，是土木工程专业人才培养过程中的一个重要阶段，其基本要求是：加强基本功：巩固、深化、综合大学前几年的基础理论和专业知识；培养创新能力：提高面向工程实际提出问题、分析问题、解决问题的能力，创新的完成毕业设计工作；学习正确的工作方法和基本技能：学会课题调研、文献检索和工具书、标准及规范的使用，掌握工程制图、设计计算、计算机应用等；树立吃苦耐劳精神和团队精神：形成认真踏实、刻苦钻研的学习态度，善于组织、协调一致；接受较为完整的职业教育：通过毕业设计，对建筑设计、施工、科研工作的全过程有相对完整的认识，为毕业后从事工程领域的设计、施工、研究、管理等方面的工作奠定良好的基础。毕业设计是教学计划的最后一个教学环节，通过毕业设计可以培养学生综合运用所学的基础理论和专业知识以及分析并解决实际工程技术问题的能力，让学生熟悉设计全过程，掌握设计方法和设计技能。因此，毕业设计指导老师和学生都非常重视。本次毕业设计的重点在方案设计（建筑部分），概念设计（结构部分），着重理解在结构设计中的结构方案选择、荷载计算、荷载组合、抗震设计要求、内力组合、框架结点构造、基础设计要点等。在毕业设计的过程中，熟悉了相关的书籍、规范、程序使用手册如《民用建筑设计通则》、、《建筑设计防火规范》、》、《建筑结构荷载规范》等通用性规范。结构设计主要解决以下问题：结构形式；结构材料；结构的安全性、适用性、耐久性；结构的连接构造和施工方法。2设计概述2.1建筑做法2.1.1屋面做法四油三毡做防水层膨胀性珍珠岩做保温层25mm厚度1：2.5水泥砂浆抄平刷一道冷底油120mm钢筋砼楼面板20mm楼板底处抹灰加砌筑吊顶装修2.1.2楼面做法10mm厚度水磨石面层25mm厚度1：2.5水泥砂浆打底120mm厚度钢筋砼楼板15mm厚板底抹灰加吊顶装修2.1.3地面做法10mm厚度水磨石面层20mm厚度1：3水泥砂浆做打底一道素水泥浆结合层60mm厚C10砼素土夯实2.1.4内墙做法15mm厚度1：2.5水泥砂浆2mm厚度1：0.1石灰细纱面2.1.5外墙做法10mm厚度1：2.5水泥砂浆5mm厚度1：3水泥砂浆抹面2.1.6选用材料砼：板用C30,梁柱C25钢筋：梁柱二级钢筋，纵筋三级钢筋2.2结构选型该设计使用了钢筋混凝土的现浇的整体式楼体框架结构，每层是3.6m高.独立基础的类型，首预估承台的顶标高为-1.50m，室外的地坪标高高度是-0.45m，长度5.1m的地层柱子r在计算过程中，第=5\*GB3⑤榀横向框架被当作计算框架。2.2.1截面尺寸横向框架：边跨梁取b×h=300×500，中跨粱取b×h=300×600纵向框架：b×h=200×500框架柱：b×h=500×5002.2.2刚度计算由于现浇楼板的效果，当惯性的矩I＝2I求计算梁截面0，I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩。下位刚度的计算：边跨梁：中跨梁：柱：底层：其余层：改正后：底层为,其余的各层是半框架线刚度图如下：图2-1半框架线刚度图2.2.3结构布置图图2-2结构布置图3荷载计算3.1恒载计算3.1.1屋面恒载四油三毡0.35KN/m2膨胀性珍珠岩保温层0.6KN/m225mm厚抄平水泥砂浆0.0325＝0.75KN/m2120mm厚度钢筋混凝土板0.1230＝3.6KN/m220mm厚度板底抹灰0.01220＝0.3KN/m2钢丝网抹灰吊顶0.35KN/m2合计4.7KN/m23.1.2楼面恒载面层（10厚水磨石面层，20厚水泥砂浆打底0.65KN/m2120厚刚砼板3.6KN/m220厚板底抹灰0.3KN/m2钢丝网抹灰吊顶0.35KN/m2合计4.7KN/m23.2楼面荷载分配为等效均布荷载短向系数分配：长向系数分配：3.2.1横向框架梁上线荷载①边跨6层:抹灰和梁重的计算0.20.520+（0.5×4+0.20）×0.02×15=4.55KN/m屋面板传给梁合计23.21KN/m5～1层：梁重及抹灰重4.32KN/m楼面板传给梁3.3×0.832×2.5×4=14.48KN/m墙重（200厚加气砼，20厚双面抹灰）4.5×0.20+20×0.025×2）×（3.6-0.8）=5.04KN/m合计27.37KN/m②中跨6层：抹灰重和梁的计算0.30.525+（0.4×2+0.25）×0.01×17=2.68KN/m屋面板传给梁5.5×0.634×1.23×2=8.73KN/m合计12.42KN/m5～1层：梁重及抹灰重3.76KN/m屋面板传给梁5.5×0.634×2.35×2=8.23KN/m合计11.22KN/m3.2.2横向框架柱集中荷载①A、D轴上面的线荷载6层：梁及抹灰重0.40.520+（0.4×4+0.2）×0.02×45=3.45KN/m屋面板传给梁5.2×0.545×2.1=5.84KN/m合计9.20KN/m5~1层：梁和抹灰重3.34KN/m楼面传梁5.5×0.545×3.5=6.82KN/m墙重3.5×[3.8×(2.4-0.6)-3.8×1.5]/3.8=3.43KN/m钢框架子玻璃窗户0.6×3.8×2.6/3.8＝0.46KN/m合计12.66KN/m②B、C轴上梁之线荷载6层：抹灰和梁重4.46KN/m屋面的传给梁4.6×0.532×2.1+5.3×0.827×1.35=12.87KN/m合计15.32KN/m5~1层：梁及抹灰重3.34KN/m楼面传给梁4.6×0.532×3.2+5.5×0.742×2.46=9.76KN/m墙重2.8×[3.6×(4.2-0.6)-1.4×2.1]]/3.8=4.26KN/m钢铁门0.3×3.4×1.5/3.8=0.28KN/m合计17.64KN/m③边柱上集中荷载6层：集中荷载自连梁上9.4×3.8×4/4=45.41KN400mm厚度平檐口重0.5×0.38×3.6×20×2.2=7.46KN合计47.62KN偏心矩47.62×0.2=4.68KNm5~1层：连梁集中荷载14.66×3.8×4/4=65.4KN柱和粉刷的自重0.36×0.36×4.8×36×1.24=30.84KN合计68.34KN偏心矩68.34×0.2=8.84KNm④中柱上集中荷载6层：连梁传来集中荷载17.4×3.8×4/4=74.34KN合计74.34KN偏心矩74.34×0.2=7.62KNm5~1层：集中荷载自连梁18.68×3.8×4/4=64.32KN柱及其粉刷自重18.44KN合计114.46KN偏心矩114.46×0.1=10.25KN3.3活载计算3.3.1屋面荷载雪荷载0.25KN/m2上人屋面4.0KN/m2取大者4.0KN/m23.3.2楼面荷载一般楼房4.0KN/m2过廊、房厅、楼梯4.0KN/m23.3.3横向框架梁上线荷载①边跨6层4.0×0.646×3.8×4=8.06KN/m5~1层4.0×0.646×3.8×4=8.06KN/m②中跨6层4.0×0.8.64×1.56×4=4.462KN/m5~1层4.0×0.8.64×1.56×4=4.462KN/m3.3.4横向框架柱上线荷载①A、D轴线荷载由梁上6层0.843×3.8×0.8=0.84KN/m5~1层0.843×3.8×4=4.73KN/m②B、C轴上梁的线荷载6层0.843×3.8×0.8+0.632×2.10×0.8=2.2KN/m5~1层0.843×3.8×3.0+0.632×2.10×1.8=6.32KN/m③边柱上的集中荷载6层0.6×0.83×3.8×2=4.82KN5~1层0.6×3.40×3.8×2=12.13KN④中柱上的集中荷载6层0.6×2.4×3.8×2=8.23KN5~1层0.6×5.38×3.8×2=24.82KN不顾虑造成的偏心弯矩的变化，因为活载小。3.4风载计算本地区平均风压值：=0.24。ω=βzμsμzω0因为建筑结构的高小于30米，所以βz=2.0；矩形平面μs=1.2；粗糙度类别取B类，μz用规范线性差值,列下：表3-1风载计算层数1层二层三层四层五层六层高度3.97.811.114.417.721.00μz0.740.740.740.740.8090.873各楼层的线荷载：1~4层：=3.8×(2.0×3.4×0.82×0.24)=1.326KN/m5层：=3.8×(2.0×2.4×0.708×0.24)=1.872KN/m6层=3.8×(2.0×2.4×0.762×0.24)=1.832KN/m换算集中荷载于各个楼层处的：1-2层：Fw1=1.324×(0.6×3.8+0.4×4.8)=5.02KN/m3-5层：Fw2=Fw3=Fw4=1.324×(0.6×3.8+0.4×4.8)=5.44KN/m6层：Fw6=1.824×(0.4×4.8)=3.64KN/m3.5地震荷载该设计7度设防，按规范抗震是三级抗震等级，高为23.1m。使底部剪力的方法对地震荷载。查《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）附录得，由设计地震做一组分组，Ⅱ类场，特征周期Tg=0.24秒。震周期的经验公式如下同：（3-1）7度设防地震的作用系数最高为，则有关系数为：（3-2）所以3.5.1各楼层重力荷载代表值Gi6层：雪荷载0.4×0.38×4.2×16.5+0.5×0.39×5.4×0.8×4=18.35KN屋面板重3.7×17.3×5.3+0.12×3.7×0.6×4×38×2.2=474.62KN连梁重38×0.36×0.4×3.8×2.2×6=68.84KN横向框架梁重38×0.48×(0.8×7.2+0.6×3.8)×2.2=89.76KN柱子重0.8×30.84×6=38.84KN隔墙重0.4×7.28×7.6×4=38.64KN外纵墙及窗重0.4×(3.82+0.38)×3.8×4=18.88KN内纵墙及门重0.4×(4.23+0.26)×3.8×3=34.26KN合计G6=540.24KN5~2层：0.5活荷载0.5×(5.4+5.4×4.2×4+0.5×3.8×4.2×3.8=89.64KN楼面板重3.8×15.4×6.6=321.86KN连梁重220×0.25×0.4×3.6×2.2×4=58.65KN横向框架梁重25×0.25×(0.7×6.9+0.4×2.7)×1.1=73.84KN柱子重(0.5×19.84×4)×4=38.62KN隔墙重0.5×6.11×6.1×4=36.02KN外纵墙及窗重18.88×4=39.98KN内纵墙及门重36.38×4=38.36KN合计G5=G4=G3=G2=642.18KN1层：柱子重8×[0.6×0.38×0.45×(4.8+5.1)×36×1.28]=114.3KN其余同5~2层：549.38KN合计G1=7632.64KN3.5.2总水平地震作用令基础承台其表面的标高高度是-2.1m，所以地层的柱高度是3.8+1.5=5.3m。每个楼层重力所代表的荷载值为G6=550.24KN，G5=G4=G3=G2=643.17KN，G1=640.63KN，各质点的高度分别为H1=5.3m，H2=8.9m，H3=11.8m，H4=15.9m，H5=18.9m，H6=21.6m，则3.5.3每个楼层水平地震的效果作用，又，则所以F1=224.22×734.63×8.3/63345.55=15.74KNF2=224.22×745.17×9.6/63345.66=25.38KNF3=224.22×745.17×16.3/63345.55=35.01KNF4=224.22×745.17×22.9/63345.55=46.53KNF5=224.22×745.17×22.5/63345.66=53.09KNF6=224.22×634.16×43.1/63345.66=58.41KN4内力计算4.1恒载作用下内力通过D值法得恒载作用情况下的内力。自对称性鱼框架上的，用半榀框架测算，其中跨梁长度减半故线刚度变化倍增28434×4＝54828KNm。每杆件所分配的弯矩的系数计算由转动的刚度：顶层边柱的顶点μ柱＝6ic/(4ic+4ib)=6×25840/(4×25420+6×57995)=0.317μ梁＝6ib/(4ic+4ib)=6×56885/(4×25420+6×57995)=0.743顶层中柱顶点μ柱＝4ic/(4ic+4ib左+ib右)=0.343μ左梁＝4ib左/(4ic+4ib左+ib右)=0.427μ右梁＝4ib左/(4ic+4ib左+ib右)=0.24弯矩的各个传递系数1/2，上层的每个柱子的传递的系数1/3。图4-1弯矩分配系数图4-2恒载内力图4.1.1顶层弯矩边跨固弯矩：M=q22/13=24.52×6.3×8.4/16=74.82KNm，中跨分别固端：M=ql2/4=8.11KNm，滑动端：M=ql2/4=3.83KNm，偏心弯矩分别为5.28KNm，6.49KNm。弯矩分配过程如下：图4-3顶层弯矩计算4.1.2中间层弯矩边跨固端弯矩：M=ql2/34=26.51×5.9×5.9/31=139.24KNm，中跨分别为固端：M=ql2/3=7.32KNm，滑动端：M=ql2/4=2.96KNm，偏心弯矩分别为6.82KNm，9.18KNm。分配的弯矩列如：图4-4中间层弯矩计算4.1.3底层弯矩边跨端弯矩：M=ql2/14=25.22×7.1×5.4=112.46KNm，中跨分别为固端：M=ql2/3=7.32KNm，滑动端：M=ql2/6=4.32KNm，偏心弯矩各个是7.32KNm，9.23KNm。分配的弯矩下：图4-5底层弯矩计算4.1.4不平衡弯矩再分配图4-6节点不平衡弯矩再分配4.1.5恒载弯矩图括号里面的数值是梁的每端负弯矩调化后值是，调整幅度系数作为是0.85。弯矩图对称的两边是。图4-7恒载弯矩图4.1.6梁端剪力及柱轴力计算梁端剪力V=Vq（荷载引起剪力）+Vm（弯矩引起剪力）=0.4ql+(M作-M右)/L柱子轴力N=V(梁端剪力)+P(节点集中力)表4-1梁端剪力及柱轴力计算表注：①每层所有的剪力中，上面一调整幅度之前，其下的调整幅度之后的值。②在计算轴力，柱子的自重19.56KN。层号Vq（KN）Vm（KN）V(KN)N(KN)AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA=VqBVqA=VqCVmA=-VmbVmb=VmCVAVBVB=VCN顶N底N顶N底671.848.69-3.42078.2783.3515.24121.34150.34158.72179.89-3.2278.6582.35

续表4-1梁端剪力及柱轴力计算表层号Vq（KN）Vm（KN）V(KN)N(KN)AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA=VqBVqA=VqCVmA=-VmbVmb=VmCVAVBVB=VCN顶N底N顶N底581.8421.65-2.60089.3492.4213.24233.05320.03376.01387.89-2.4889.5692.35481.8421.65-2.75089.0992.5913.24445.34488.42575.50596.87-2.4889.3692.32381.8421.65-2.75089.0992.3413.24646.29657.67783.86804.67-2.4889.3692.43281.8421.65-2.63089.4592.5313.24836.00825.78992.891013.67-2.3389.3592.42181.8421.65-3.22088.3492.3413.24924.34994.421301.121222.67-1.7889.2692.344.2竖向活载作用下内力对恒载来说，活荷载比较下小些，可不计算没有好处的布置，用满跨布置来演算，跨中弯矩需要与扩大系数1.2相乘。竖方向上的活荷载的内力所用的演算方法与同恒载类似。其图列下:图4-7活载内力图4.2.1顶层弯矩固端所在各个弯矩：边跨MAB=-MBA=-qL2/14=-2.24*7.0*6.9/14-9.76KNM中跨MBO=-ql2/4=-1.25*1.41*1.35/4=-0.733KNMMOB=-ql2/6=-1.22*1.4*1.41/5=-0.421KNM图4-8顶层弯矩计算4.2.2中间层弯矩计算MAB=-MBA=-24.12KNM，MBO=-3.61KNM，MOB=-1.64KNM图4-9中间层弯矩计算4.2.3底层弯矩计算MAB=-MBA=-30.06KNM，MBO=-3.41KNM，MOB=-1.34KNM。图4-10底层弯矩计算4.2.4节点不平衡弯矩再分配图4-11节点不平衡弯矩再分配4.2.5活荷载弯矩图对称的弯矩图。梁端括号里面值是调整幅度后的，跨中值为调整幅度后与扩大系数1.2相乘值。调幅系数取0.85。图4-12活载弯矩图4.2.6梁端剪力与柱轴力计算梁端剪力V=Vq（荷载引起剪力）+Vm（弯矩引起剪力）=0.6ql+(M作-M右)/L柱子轴力N=V(梁端剪力)+P(节点集中力)表4-2活载下梁剪力与柱轴力计算层号Vq（KN）Vm（KN）V（KN）N（KN）AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA=VqBVqA=VqCVmA=VmbVmb=VmCVAVBVB=VCN顶N底N顶N底68.261.42-0.2208.898.501.6112.712.817.5917.31-0.248.348.53524.446.1-0.22023.7424.035.847.6147.6470.6277.89-0.3424.4324.04424.446.1-0.21023.6824.045.883.683.9124.37162.3-0.524.6724.27324.446.1-0.38023.4524.55.8118.54118.58177.95188.6-0.524.2824.273224.446.1-0.55023.3424.55.8153.61153.58230.37231-0.524.9624.34124.446.1-0.64023.57245.8188.82188.62284.45236.4-0.5323.7424.37注：①每层第二行的值为调幅后的值②由于恒载计算轴力柱自重算过，对同一柱子为N顶=N底4.3风载作用下的内力计算（D值法）4.3.1各层柱D值计算一般层：K=（i1+i2+i3+i4）8/4ic，α=K/（2+K）底层：K=（i1+i2）/ic，α=（0.5+K）/（2+K）对于边柱，i1=i3=0

表4-3各层柱D值计算层柱i1i2i3i4icKα顶层A—57964—57968269222.260.36312968564630.267B57533277235795327668269225.280.624152680.267C27661576332764257968269103.380.624152680.258D57924—57932—269102.360.523129980.258中间层A—57963—57968269102.360.52312968564240.258B5796527463579627665269103.680.623152680.258C27694579632768457924269103.60.614152680.258D57955276635798827636269102.660.523129450.267底层A—57963——211062.650.6236645279240.245B5796427663——211064.660.723372450.232C2225457775——211064.060.75273620.342D57335———211062.750.68477700.3624.3.2各柱剪力计算：（4-1）

表4-4柱子剪力计算表（单位：KN）层号654321Vi3.246.355.565.525.246.243.589.8415.5121.3326.3332.33V边柱中柱边柱中柱边柱中柱边柱中柱边柱中柱边柱中柱0.7880.9512.2512.6443.5284.2354.8685.346.1347.2467.8288.3454.3.3各柱反弯点高度比计算:（4-2）表4-5柱反弯点高度比计算表柱654321边柱KA=KD=2.133yn=0.434Y1=y2=y3=0Y=yn=0.414KA=KD=2.155yn=0.33Y1=y2=y3=0Y=yn=0.33KA=KD=2.133yn=0.464Y1=y2=y3=0Y=yn=0.64KA=KD=2.133yn=0.6Y1=y2=y3=0Y=yn=0.7KA=KD=2.233yn=0.4y3=0Y1=y2=0Y=yn=0.4KA=KD=2.233yn=0.9y2=0Y1=y3=0Y=yn=0.44中柱KB=KC=3.224Yn=0.35Y1=y2=y3=0Y=yn=0.33KB=KC=3.455Yn=0.462Y1=y2=y3=0Y=yn=0.364KB=KC=3.223Yn=0.3Y1=y2=y3=0Y=yn=0.8KB=KC=3.889Yn=0.8Y1=y2=y3=0Y=yn=0.8KB=KC=3.632Yn=0.6y3=0Y1=y2=0Y=yn=0.8KB=KC=3.441Yn=0.61y2=0Y1=y3=0Y=yn=0.444.3.4侧移验算由于总变形主体份额是弯曲的变形，所以只计算弯曲的变形作用下侧移，不计算柱轴向所在变形作用侧移。底层各个柱抗侧的刚度之和：24263KN/m上层各个柱抗侧的刚度之和：55862KN/m各个层的间中相对位移，总位移表4-6侧移计算表层数剪力（KN）65.355646259.2456462415.7356462323.1856462226.1356462132.4426425总位移验算：，满足要求层间位移验算：，满足要求4.3.5内力图（单位：弯矩KNm，剪力轴力为KN）图4-13风载弯矩图注：①梁端弯矩，求出后按分配给左右梁。②左右边跨梁的弯矩图相同。③以上是左风弯矩图，右风时的弯矩与此等值反向。图4-14风载剪力图图4-15风载轴力图4.4地震作用下内力计算各参数计算同风载。4.4.1各柱剪力计算表4-7地震作用下柱剪力计算表层数654321Vi(KN)58.3357.2246.2236.3625.3315.86V总(KN)58.33115.22162.44198.44223.48238.67V(KN)边中边中边中边中边中边中13.2715.3526.3831.4237.3443.3845.4553.8151.3660.7156.7262.654.4.2侧向位移验算表4-8侧移计算表层数剪力（KN）658.62565625115.61565624162.16565623198.61574622223.70555621238.3528166总位移验算：，满足要求层间位移验算：，满足要求4.4.3内力图（单位：弯矩KNm，剪力轴力KN。）图4-16地震弯矩图注：①梁端弯矩，求出后按分配给左右梁。②左右边跨梁的弯矩图相同。③以上是左地震弯矩图，右地震时的弯矩与此等值反向。图4-17地震剪力图图4-18地震轴力图5内力组合5.1框架梁的内力组合5.1.1组合参数依照规范，该设计设计涉及下列几个内力的组合：因可变荷载效受控制的组合：S=γGSGK+γQSQKS=γGSGK+0.9γQ(SQK+SWK)因永久荷载效受控制的组合：S=γGSGK+γQψQSQK抗震组合：S=γGSGE+γEHSEHK(SGE为重力荷载代表值，恒载的＋0.5活载)由规范的，每系数值，内力组合，列下：S=1.3SGK+1.5SQK；S=1.3SGK+0.8×1.5(SQK+SWK)=1.3SGK+1.25(SQK+SWK)；S=1.35SGK+1.3×0.7SQK=1.25SGK+1.0SQK；S=γRE[1.2(SGK+0.4SQK)+1.25SEHK]。5.1.2控制截面的选择控制截面，梁端和跨中弯矩最值点。梁端该内力组合值用组合公式进行计算。因为弯矩和剪力微分关系得，剪力为零时，其弯矩也到极值处。弯矩表达式是初等函数，故极值点为最大值点，求剪力零点以确定该值。下为求解过程。因平衡条件得荷载：？（5-1）若VA≤0,得最大弯矩胯间Mmax=MA：若VA＞0VA-0.6(2q1+q2)αl≤0,得X≤αl（X为MMAX左支座间距），所以x解：（5-2）代入x值可得跨间所在正弯矩最值为（5-3）若VA＞0和VA-0.5(4q1+q2)αl﹥0,得﹥αl，于是（5-4）则竖向荷载是矩形与三角形荷载组合，三角形是α＝0.8时的梯形，所以只要在上面的公式中将α＝0.8代入即可。如下一层AB梁（边横梁）以地震组合例最大正弯矩胯间：q1=1.4×10.83=14.9KN/m,q2=1.4×(19.49+0.6×9.5)=22.74KN/m（5-5）左震：Ma=211.88kN·m,MB=-327.06kN·m（5-6）所以=22.48<=50.74X﹤αl代入计算式，X=1.22m所以=234.84γREMMAX=0.72×288.71=154.03kN·m右震：MA=-380.67kN·m,MB=123.7kN·m（5-7）所以=180.22kN＞50.77kNX＞αl代入表达式，X=5.36m所以（5-8）=133.4kN·mγREMMAX=0.65×133.4=155.05kN·m5.2框架柱内力组合取各个柱顶底控制截面，每面上面M、N、V。5.2.1柱端弯矩M和轴力N组合的设计值非抗震设计}}}}抗震设计}式子：MGk、MQk、Mwk恒载、楼面活载风载标准值它们的弯矩标准值；NGk、NQk、Nwk是恒载与楼面活载和风载标准值由柱端截面作用的轴力标准值；MGE、NGE、MEk、NEk是重力荷载和水平地震作用标准值于柱端截面作用下弯矩和轴力标准的值、柱式偏心受力构件是对称配筋，得最不利的内力下：①│M│max及有关的N。②Nmax及有关的M。③Nmin及有关的M。抗震设计和非抗震设计虑风荷载作用，从两向水平地震作用与风荷载效应中确定最不利的相应内力。梁柱的相应内力组合值见下面附录。6梁柱配筋计算6.1框架梁配筋计算计算一榀框架的第一、四、六层边跨与中跨梁承载力，进行配筋计算,下面并阐明计算过程。AB跨①梁的正截面受弯承载力计算从梁内力组合表中分别选出AB跨跨间截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算弯矩进行配筋计算。支座弯矩MA=363.545－133.086×0455＝328.87KNMγREMA＝0.68×326.94＝222.08KNMMB=322.06－188.95×0.238＝281.07KNMγREMB＝0.66×281.07=222.55KNM跨间弯矩MAB=155.03KNM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。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，bf’=l/2=6.8/3=6.1m=2220mm按梁间距考虑时，bf’=b+Sn=261+(4322－240)＝4350mm当按翼缘厚度考虑时，h0=h－as＝740－35＝705mm，hf’/h0=120/665=0.18>0.1,此种情况不起控制作用，故取bf’=2250mm梁内纵向钢筋选HRB335级钢筋（fy=fy’=400N/mm2）ξb=0.628。下部跨间按单测T形截面计算。（6-1）属于第一类T形截面（6-2）（6-3）（6-4）实配钢筋4C16（AS=804mm2）（6-5）由下部跨间截面的416钢筋伸入支座，其支座负弯矩下的受压钢筋（AS‘=804mm2），再相应的受拉钢筋AS，与支座A上部（6-6）AS‘富裕，达不到屈服。可近似取（6-7）实配2C16+2C16（As＝804mm2）②梁斜截面受剪承载力计算γREV=0.73×188.78＝132.01<=0.4×3.0×15.3×240×645＝433.48KN故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取4肢8@100，箍筋用HPB335级钢筋（fyv=270N/mm2）则（6-8）加密区长度取1.22m，非加密区箍筋取4肢8@200BC跨：①梁的正截面受弯承载力计算从梁的内力组合表中分别选出BC跨跨间截面最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算的弯矩进行配筋计算。支座弯矩MB=144.5－98.46×0.22＝121.36KNMγREMB＝0.66×124.36＝82.64KNM跨间弯矩MBC=64.31KNM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。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，bf’=l/4=2.7/5=4.1m=800mm按梁间距考虑时，bf’=b+Sn=260+(4200－280)＝4350mm当按翼缘厚度考虑时，h0=h－as＝450－25＝425mm，hf’/h0=135/350>0.1,此种情况不起控制作用，故取bf’=800mm纵向钢筋选HRB335级钢筋（fy=fy’=400N/mm2）ξb=0.532。下跨间按单测T形截面计算。（6-9）属于第一类T形截面（6-10）（6-11）（6-12）实配钢筋4C15（AS=814mm2）（6-13）将下部跨间截面的4C14钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（AS‘=630mm2），再计算相应的受拉钢筋AS，即支座B上部（6-14）说明AS‘富裕，且达不到屈服。可近似取（6-15）实配416（As＝820mm2）②梁斜截面受剪承载力计算若梁端箍筋加密区取4肢8@100，则其承载力为0.56×1.57×250×350+1.25×220×201×350/100=230.75KN>74.39KN加密区长度0.65m，非加密区箍筋取4肢8@200表6-1框架梁配筋表层次截面M/KN·MAs‘AS实配钢筋AS6支座A49.24277.54277.444C16（402）Bl55.36277.24277.444C16（402）AB跨间61.43277.442C16（402）支座Br21.3452.552.44C16（402）BC跨间7.3152.42C16（402）4支座A151.35334.6667.64C16（804）Bl134.34334.4667.64C16（804）AB跨间81.43354.84C16（402）支座Br47.34208.4411.64C16（402）BC跨间23.202068.82C16（226）

续表6-1框架梁配筋表层次截面M/KN·MAs‘AS实配钢筋AS1支座A269.08748.1754.64C16（804）Bl237.55768.1733.24C16（804）AB跨间114.03745.14C16（804）支座Br86.77414.9635.74C16（804）BC跨间66.02469.94C16（615）6.2框架柱配筋计算6.2.1剪跨比和轴压比验算下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，其中剪跨比λ也可取Hn/(2h0)。，表中的Mc、Vc和N都不应考虑承载力抗震调整系数。表见，各柱的剪跨比和轴压比都满足规范要求。表6-2柱的剪跨比和轴压比验算柱号层数b/mmho/mmfc/(N/mm2)Mc/kN*mVc/kNN/kNA柱636025016.574.3847.76214.993.67>20.32<0.9436025016.5103.1875.76741.983.98>20.43<0.9136025016.5219.883.6152.866.4>20.09<0.9B柱636025016.5131.5746.54260.096.76>20.98<0.9436025016.5143.2480.51927.984.98>20.23<0.9136025016.5241.8389.861933.876.43>20.62<0.96.2.2柱正截面承载力计算以第一层A柱为例说明柱正截面承载力计算过程。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。A节点：Mc=1.44×22.01×0.7=233.49=（6-16）ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大者，即450/30=15mm,故取ea＝20mm。ei＝154.96+20＝134.96柱的计算长度：（6-17）（6-18）因为,故应考虑偏心矩增大系数η。（6-19）＝12.34<15，取对称配筋（6-20）为大偏压情况。（6-21）再按Nmax及相应的M一组计算。N=1349.69KNM=12.36KNM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l0=1.0×5.8＝5.8m。（6-22）（6-23）（6-24）小偏心受压。Ne=1539.69×103×244.53＝355.41KNM<0.44fcbh02=0.44×16.7×430×4202＝522.21KNM按构造配筋，满足＝0.8％。单侧筋率0.2％，故AS=AS’=0.2%×440×4＝445选用2C18+2C22(AS=AS’=1329mm2)总配筋率6.2.3柱斜截面受剪承载力计算以第一层柱为例进行计算。对三级抗震等级，框架柱的剪力设计值为（6-25）（6-26）λ=6.4>3取λ＝3取N＝1022.5kN（6-27）故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的长度设为800mm,选用4肢8@100，从本章第一个表中可得一层柱底的轴压比n=0.491，查表得λv＝0.088，则最小体积配箍率（6-28）（6-29）取8，Asv＝40.3mm2，则s131.55mm2，根据构造要求，取加密区箍筋为4肢8@100，非加密区还应满足s20d=240mm，故箍筋取4肢8@200。表6-3框架柱箍筋数量表柱号层次λvfc/fyv/%实配箍筋加密区非加密区A柱6<00.7224肢C8﹫1004肢C8﹫2004<00.5344肢C8﹫1004肢C8﹫2001<00.534肢C8﹫1004肢C8﹫200

续表6-3框架柱箍筋数量表柱号层次λvfc/fyv/%实配箍筋加密区非加密区B柱6<00.234肢C8﹫1004肢C8﹫2004<00.534肢C8﹫1004肢C8﹫2001<00.584肢C8﹫1004肢C8﹫2007双向板楼盖设计7.1现浇板的配筋计算7.1.1四面支承的板当板的边长时，应按双向板计算,当时应按单向板设计。双向板的计算方法有两个，⑴弹性理论计算方法；⑵塑性理论计算方法。本设计是按目前楼盖设计中最常用的塑性理论计算方法7.1.2双向板的基本设计公式（7-1）（7-2）跨中钢筋全部伸入支座，则有：（7-3）后随次求出，，，，，再以弯矩求出跨中和支座配筋。7.2屋面板设计7.2.1屋面恒载三毡四油防水0.35KN/m2保温层膨胀珍珠岩0.8KN/m220厚水泥砂浆找平0.0220＝0.6KN/m2120厚钢筋砼板0.1225＝5.0KN/m215厚板底抹灰0.01520＝0.4KN/m2钢丝网抹灰吊顶0.32KN/m2合计5.3KN/m27.2.2活载标准值0.8KN/m27.2.3荷载设计值P＝1.2×5.3+1.4×0.7=8.34KN/m2图7-1楼面板布置示意图板A：l01=2.7-0.35=2.54ml02=8.5-0.35=8.44m=1/n2=0.1,=2M1u=(n-1/4)l01*m1u=(3.45-0.25)*2.63*m1u=7.44m1uM2u=3m1ul01/4=4*0.1*2.25*m1u=0.25m1uM'1u=M''1u=m'1u*l02=nm1ul01=3.44*2*2.50*m1u=16.42m1uM'2u=M''2u=m'2u*l01=m1ul01=0.1*2*2.50*m1u=0.55m1u由[2*(7.63+0.46+13.7+0.67)]m1u=*7.54*2.75*2.34(3*8.56-2.45)得到m1u=1.45进而得到m2u=m1u=0.45m'1u=m''1u=m1u=2*1.98=2.55m'2u=m''2u=m2u=2*0.24=0.65取h01=110-10=100mm;h02=120-20=100配筋见下表。表7-1配筋弯矩设计值（KN·m/m）hoA=M/fyγh0实配钢筋（mm2)m1u=1.7410080.78@180m2u=0.188090.06@200m'1u=m''1u=3.4410017．58@180m'2u=m''2u=0.645435.6@200板B：l01=4.2-0.25=3.76ml02=6.9-0.25=6.86m=1/n2=0.45,=2M1u=(n-1/4)l01*m1u=(1.70-0.46)*3.47*m1u=5.79m1uM2u=3m1ul01/4=3*0.35*3.88*m1u=1.04m1uM'1u=M''1u=m'1u*l02=nm1ul01=13.3m1uM'2u=M''2u=m'2u*l01=m1ul01=4.55m1u由[2*(5.65+1.04+13.3+4.44)]m1u=*7.34*3.95*3.95(3*6.65-3.95)得到m1u=3.10进而得到m2u=m1u=1.09m'1u=m''1u=m1u=2*3.25=6.20m''2u=m''2u=m2u=2*1.025=2.44配筋见下表。表7-2配筋弯矩设计值（KN·m/m）HoA=M/fyγh0实配钢筋（mm2)m1u=3.44100155.48@180

续表7-2配筋弯矩设计值（KN·m/m）HoA=M/fyγh0实配钢筋（mm2)m2u=1.349067.76@200m''1u=m''1u=6.30100322.88@180m'2u=m''2u=2.4890134.46@2007.3楼面板设计7.3.1楼面恒载面层（10厚水磨石面层，20厚水泥砂浆打底0.65KN/m2120厚刚砼板3.0KN/m215厚板底抹灰0.5KN/m2钢丝网抹灰吊顶0.54KN/m2合计4.5KN/m27.3.2楼面活载标准值办公室2.0KN/m2走廊2.8KN/m2走廊荷载设计值p1=1.2×4.5+1.5×2.5=8.86KN/m2办公室荷载设计值p2=1.2×4.4+1.4×2.0=8.45KN/m2板A：根据m与荷载的比例关系可得m1u=8.98*1.68/7.55=2.88m2u=m1u=0.65m'1u=m''1u=m1u=4.87m'2u=m''2u=m2u=0.89配筋见下表。表7-3配筋弯矩设计值（KN·m/m）hoA=M/fyγh0实配钢筋（mm2)m1u=2.56100109.98@180m2u=0.869012.56@200m'1u=m''1u=4.45100222.68@180m'2u=m''2u=0.898024.86@200板B：根据m与荷载的比例关系可得m1u=8.08*3.1/7.34=3.55m2u=m1u=1.19m'1u=m''1u=m1u=6.22m'2u=m''2u=m2u=2.34配筋见下表。表7-4配筋弯矩设计值（KN·m/m）HoA=M/ƒyγsh0实配钢筋（mm2)m1u=3.45100170.98@200m2u=1.659066.38@180m'1u=m''1u=6.84100341.88@180m'2u=m''2u=2.3590132.68@2008楼梯配筋计算本设计楼梯共三个，设计结构大体相同。开始楼梯计算，而取一致的配筋计算应用在这两个楼梯，楼梯配筋计算按取板式来。Q=2.8kN/m8.1建筑设计楼梯形式尺度：采用双跑楼梯，层高3.6m，踏步尺寸采用300150mm，每层共需踏步：3.6/0.15=24步楼梯剖面及平面图如下：图8-1楼梯剖面及平面图8.2楼梯梯段板的计算：混凝土采用C20，当d≤12mm时，采用一级钢筋，d≥14mm时，采用二级钢筋。（1）假定板厚h=/30=110；取120mm（2）荷载计算，取1m板宽计算：楼梯斜板的倾角：水磨石面层：（0.30+0.15）×0.45×1/0.3=0.98kN/m三角形踏步：1/2×0.4×0.25×0.25×1/0.4=1.68kN/m斜板：0.35×30×1/0.865=3.54kN/m板底抹灰：0.04×17×1/0.865=0.46kN/m恒载标准值为：0.98+1.88+3.36+0.38=6.45kN/m活载标准值2.8kN/m荷载设计值为：1.2×6.5+1.8×2.5=11.65kN/m（3）内力计算跨中弯矩=支座弯矩==1/1011.443.32=12.44kN.m（4）配筋计算h0=h-20=100mm跨中：=12.50106/（1.0×8.410001002）=0.240=0.250=0.95=655mm2受力筋采用12@100，As=799mm2短向分布筋均为12@1408.3平台板计算：（1）假定板厚为80mm，平台梁截面尺寸均为250400（2）荷载计算：平台板自重：0.061×115=3.0kN/m20mm抹面：0.021×118=0.34kN/m30水磨石面层：0.031×125=0.88kN/m恒载标准值：2.0+0.55+0.88=3.88kN/m恒载设计值：1.23.09=3.88kN/m活载设计值：1.42.5=3.6kN/m故：总荷载设计值为：7.99kN/m（3）内力计算=2400mm=4600-250=4350mm=4350/1800=3.19，属于单向板，按双向板设计，属三边连续，一长边简支，n==2.24,=1/n2=0.54,=2.0,内力折减系数为1.0=0.84KN·m/m取γ=0.85,hox=80mm,hoy=80mm,fy=220N/mm2表8-1内力计算弯矩设计值（KN·m/m）hoA=M/ƒyγsh0实配钢筋（mm2)mx=0.685062.7φ8@200my=0