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办公楼 框架 结构设计 last

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武 汉 某 办 公 楼 框 架 结 构 设 计 专业： 土木工程 姓名： 学号： 指导教师： 目 录 第一部分：工程概况 4 第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算 5 第三部分：荷载计算 7 第四部分：水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算 14 第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算 20 第六部分：截面设计 38 第七部分：楼板设计 54 第八部分：楼梯设计 57 第九部分：框架变形验算 60 第十部分：基础设计 66 第十一部分：科技资料翻译 71 第十二部分：设计心得 82 参考资料： 84 前 言 毕业设计是大学继续教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。 本组毕业设计题目为《武汉某办公楼框架结构设计》。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计并积极请教指导老师。特别是毕业设计期间工作比较忙，在毕业设计方面存在的一些问题没有及时的处理。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师和同学们在毕设中的指导批正，使我在自我所学的基础上完成了任务，在此表示衷心的感谢。 毕业设计的将近三个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel、Word。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。 框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。 2009年5月 内容摘要 本设计主要进行了结构方案中典型横向框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了重力荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自震周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力， 是找出最不利的一组或几组内力组合。 选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。 关键词： 框架 结构设计 抗震设计 第一部分：工程概况 1.1 毕业设计概况 建筑地点：北京市 建筑类型：六层综合办公楼，框架填充墙结构。 建筑概况：建筑面积约7000平方米，室内外高差450mm，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用蒸压白砂砖砌块。 门窗使用：门厅大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.5m2.5m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.5m2.1m，和1.2m1.8m 地质条件：根据设计任务说明地震设防烈度为8度。地基承载力标准值为200KN/M2。 结构概况:结构体系框架结构,基础为柱下独立基础,基础混凝土C20,其余混凝土为C30. 第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算 柱网与层高：本办公楼采用柱距为6.0m的内廊式小柱网，边跨为6.0m，中间跨为2.7m，层高取首层为4.5m,其余为3.3m，如下图所示： 框架结构承重方案的选择： 竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经梁框架柱，再由框架柱传至地基。 根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。 框架结构的计算简图： 梁、柱、板截面尺寸的初步确定： 1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取1/106000=600mm，截面宽度取6001/2=250mm，可得梁的截面初步定为bh=250*600。楼板取120mm，楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250400。 2、框架柱的截面尺寸 梁截面尺寸（mm） 混凝土等级 横梁（bh） 纵梁（bh） AB跨、CD跨 BC跨 C30 250600 250400 250600 柱截面尺寸（mm） 层次 混凝土等级 bh 1-6 C30 600600 1.横梁线刚度i b的计算： 类别 Ec （N/mm2） bh （mmmm） I0 （mm4） l （mm） EcI0/l（Nmm） 2EcI0/l（Nmm） AB跨、CD跨 3.0104 250600 4.50109 6000 2.251010 4.501010 BC跨 3.0104 250400 1.33109 2700 1.481010 3.341010 2.柱线刚度i c的计算：I=bh3/12 层次 hc（mm） Ec（N/mm2） bh （mmmm） Ic （mm4） EcIc/hc （Nmm） 1 4500 3.0104 600600 1.081010 7.21010 2--6 3300 3.0104 600600 1.081010 9.821010 第三部分：荷载计算 1.恒载计算 （1）屋面框架梁线荷载标准值： 20厚1：2水泥砂浆找平 0.0220＝0.4 KN/m2 100-140厚（2％找坡）膨胀珍珠岩 (0.10+0.14)/27＝0.80 KN/m2 120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1225＝3 KN/m2 15厚石灰抹底 0.01516＝0.24 KN/m2 屋面恒载 3.98 KN/m2 边跨框架梁自重 0.250.625＝3.75 KN/m 梁侧粉刷 2（0.6－0.1）0.0217＝0.34 KN/m 中跨框架梁自重 0.250.425＝2.5 KN/m 梁侧抹灰 2（0.4－0.1）0.0217＝0.204 KN/m 因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为 g6AB! =g6cd1= 4.09KN/m g6BC= 2.704 KN/m (2)楼面框架梁线荷载标准值 25厚水泥砂浆面层 0.02520＝ 0.5 KN/m 120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1225＝3 KN/m 15厚板底石灰抹底 0.01516＝0.24 KN/m 楼面恒载 3.24 KN/m 边跨框架梁及梁侧粉刷 4.09 KN/m 边跨填充墙自重 0.25（3.3-0.6）19=12.825 KN/m 墙面粉刷 （3.3-0.6）0.02217=1.836 KN/m 中跨框架及梁侧粉刷 2.704 KN/m 因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为 gAB! =gcd1=18.75 KN/m gBC1=2.704 KN/m gAB2 =gcd2=19.44 KN/m gBC2=8.748 KN/m (3)屋面框架节点集中荷载标准值 边柱连系梁自重 0.250.6625=22.5 KN 粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN 1.2m高女儿墙 1.260.2519=34.2 KN 粉刷 1.20.022617=4.896 KN 连系梁传来屋面自重 0.560.563.98=35.82 KN 顶层边节点集中荷载 99.46 KN 中柱连系梁自重 0.250.6625=22.5 KN 粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN 连系梁传来屋面自重 0.5（6+6-2.7）1.353.98=24.98 KN 0.563.983=35.82 KN 顶层中节点集中荷载 85.34 KN (4)楼面框架节点集中荷载标准值 边柱连系梁自重 22.5 KN 粉刷 2.04 KN 钢窗自重 21.21.80.45=1.944 KN 窗下墙体自重 0.250.85(6-0.5)19=22.2 KN 粉刷 20.020.855.517=3.179 KN 窗边墙体自重 0.25 (6-21.2-0.5)1.819=26.51 KN 粉刷 23.11.8170.02=3.79 KN 框架柱自重 0.50.63.325=24.75 KN 粉刷 1.70.023.317=1.907 KN 连系梁传来楼面自重 0.560.563.24=29.16 KN 中间层边节点集中荷载 137.98 KN 中柱连系梁自重 22.5 KN 粉刷 2.04 KN 内纵墙自重 6（3.3-0.6）20.2519=153.9 KN 粉刷 62.720.0217=11.02 KN 扣除门洞重加上门重 -2.10.8(5.24-0.2) =-16.93 KN 框架柱自重 24.75 KN 粉刷 1.907 KN 连系梁传来楼面自重 0.5(6+6-2.7)1.353.24=20.34 KN 0.561.53.24=14.58 KN 楼面活荷载计算 p6AB =p6CD=1.56=9 KN/m p6BC=1.52.7=4.05 KN/m p6A=p6D=331.5=13.5 KN p6B=p6C=0.59.31.351.5+0.25661.5=9.42+13.5=22.92 KN pAB=pCD=1.56=9 KN/m pBC=22.7=5.4 KN/m pA=pD=331.5=13.5 KN pB=pC=0.59.31.352+0.25662=12.56+18=30.56 KN 2.风荷载计算 风压标准值计算公式为 W=βz. μs.μz.W0 因结构高度 H＜30m ，可取βz＝1.0； 对矩形平面 μz=1.3; 可查荷载规范，当查得的μz＜1.0时，取μz＝1.0 将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表： 风荷载计算： 层次 βz μs Z(m) μz W0(K0.55N/m) A(m2) Pw(kN) 6 1.0 1.3 21 1.25 0.55 9.9 8.85 5 1.0 1.3 17.7 1.18 0.55 19.8 16.71 4 1.0 1.3 14.4 1.10 0.55 19.8 15.57 3 1.0 1.3 11.1 1.01 0.55 19.8 14.30 2 1.0 1.3 7.8 1 0.55 19.8 14.30 1 1.0 1.3 4.5 1 0.55 23.4 16.73 3. 地震作用计算 因本办公楼为长方形布置柱网，纵向柱网使得整体纵向刚度较大，仅考虑水平地震对横向柱网影响即可。采用剪力法计算水平地震作用力，为求基底剪力，先要计算结构各楼层的总重力代表值。 总重力荷载统计 3.1 顶层总重力荷载 1203 KN 结构板 0.12（662+3.16）＝9.06 KN 柱 0.250.6122.725＝121.5 KN 梁 0.25（242+9.12）0.625＝248.25 KN 墙 [（126-120.6）2.7+（3.12-40.6）2.7－1.52.13-0.82.12－1.22.12－1.52.13]0.2519 =750.12 KN 门 （1.52.13+0.82.12）5.24＝67.12 KN 窗 （1.22.12+1.52.13）0.45＝6.54 KN 3.2 六层总重力荷载代表值 18089 KN 屋面 3.9881.114.7=4744 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717＝3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.63.32564＝1900 KN 墙 [（452+29.4）3.3-1.21.851－1.51.85-0.82.149]0.2519 ＝6106 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.21.851+1.51.85）0.45＝56 KN 3.3 五层总重力荷载代表值 17207 KN 楼面 3.2481.114.7＝3862 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717＝3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.63.32564＝1900 KN 墙 [（452+29.4）3.3-1.21.851－1.51.85-0.82.149]0.2519 ＝6106 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.21.851+1.51.85）0.45＝56 KN 3.4 四层总重力荷载代表值 17207 KN 楼面 3.2481.114.7＝3862 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.63.32564＝1900 KN 墙 [（452+29.4）3.3-1.21.851－1.51.85-0.82.149]0.2519 ＝6106 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.21.851+1.51.85）0.45＝56 KN 3.5 三层总重力荷载代表值 17207 KN 楼面 3.2481.114.7＝3362 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.63.32564＝1900 KN 墙 [（452+29.4）3.3-1.21.851－1.51.85-0.82.149]0.2519 ＝6106 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.21.851+1.51.85）0.45＝56 KN 3.6二层总重力荷载代表值 17207 KN 楼面 3.2481.114.7＝3362 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.63.32564＝1900 KN 墙 [（452+29.4）3.3-1.21.851－1.51.85-0.82.149]0.2519 ＝6106 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.21.851+1.51.85）0.45＝56 KN 3.7一层总重力荷载代表值 19812 KN 楼面 3.2481.114.7＝3362 KN 结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN 梁 250.50.25[（81.1－130.6）4＋11.414]+0.30.25（2.7-0.6）1425＝1467 KN 柱 0.60.64.52564＝2592 KN 墙 [（452+29.4）4.5-1.22.151－1.52.15-0.82.549]0.2519 ＝8510 KN 门 0.82.1495.24＝431 KN 窗 （1.22.151+1.52.15）0.45＝65 KN 各层重力荷载代表值 结构自振周期采用经验公式 T1=0.22+0.035H/B1/3 式中 H为结构总高； B为结构宽度。 即T1=0.22+0.035（53.3+4.5）/14.71/3 =0.52 S 设防烈度8度，由《抗震规范》查得水平地震影响系数最大值 αmax=0.16按近震Ⅰ类场地取Tg＝0.2，则地震影响系数 α1＝(Tg/T1)0.9 αmax=(0.2/0.52)0.90.16＝0.067 结构总重力荷载为GE=107932KN 由基底剪力法计算公式： FEK总＝α1Geq=α10.85GE=0.067 0.85107932＝6.1103KN 本办公楼结构共有14榀框架共同承受水平地震力，则每一榀框架承受的基底剪力为FEK= FEK总/14=6.1103/14=439KN 因T1 <1.4Tg,故可不考虑顶部附加地震作用系数，每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各层节点处： Fi=GiHiFEk/∑GiHi（i=1,2,3…6） 计算结果见下表： 层次 Hi(m) Gi (KN) GiHi(103KN.m) Fi (KN) 6 21 18089 379 123 5 17.7 17207 304 99 4 14.4 17207 247 80 3 11.1 17207 191 62 2 7.8 17207 134 43 1 4.5 19812 89 29 第四部分：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。 按式Ge=Gn+1（1+3h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即： Ge=1023[1+33.6/（3.65+4.7）] =650.8153（KN） 基本自振周期T1（s）可按下式计算： T1=1.7ψT （uT）1/2 注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。 ψT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。 uT按以下公式计算： VGi=∑Gk （△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k 注：∑D ij 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，其中第六层的Gi为G6和Ge之和。 结构顶点的假想侧移计算 层次 Gi（KN） VGi（KN） ∑D i（N/mm） △ui（mm） ui（mm） 6 18089 10404.2901 762600 13.641 265.989 5 17207 20331.6287 762600 26.661 252.685 4 17207 30258.9673 762600 39.679 225.685 3 17207 40186.3059 762600 52.696 186.006 2 17207 50096.4977 729530 68.670 133.31 1 19812 59715.0813 923810 64.640 64.64 T1=1.7ψT （uT）1/2 =1.70.6(0.265989)1/2 =0.526(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30m，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Geq Geq=0.85∑Gi =0.85（18089+172074+19812+1203） =50666（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=0.30s。 查表得设防烈度为8度的аmax=0.16 а1=（Tg/T1）0.9аmax =（0.3/0.526）0.90.16 =0.0965 3、结构总的水平地震作用标准值FEk FEk=а1Geq =0.096550666 =4890（KN） 因1.4Tg=1.40.3=0.42s0，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=MA 2）VA= -（MA+MB）/l+q1l/

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