办公楼设计说明

1.1 建筑设计概况

1.1.1 工程简介

本工程地处市莱山区，首层为缴费大厅，其上四层为附属办公楼，，建筑总高度为16.80 m，标准层层高为3.9m，底层、顶层层高为4.2m,建筑面积:3832.72平方米。建筑耐火等级为二级，抗震设防烈度为7度，抗震设防等级为三级，安全等级为二级，设计使用年限为50年。 1.1.2设计依据

（1）《民用建筑设计通则》（GB50352-2005）

（3）《办公楼建筑设计规》 （JGJ67-2006） （4）《建筑设计防火规》（GB50016-2006） （5）《建筑做法图集》（L06J002）. （6）《屋面工程技术规》 (GB50345-2012.)

1.2 设计题目及要求

1.2.1项目概况

1）项目名称：莱山区办公楼

2）建设地点：市莱山区 3）用地围：

该办公楼位于市莱山区市府路北侧，用场地围如图1所示。

4）建筑规模和要求：

图1 拟建教学楼用地围

表1 建筑规模

方案 方案一 方案二 方案三 方案四 建筑面积（m） 层数 3832.72 四层 2底层层高 4.2 标准层层高 备注 3.9 本案 1)建筑面积：见上表，总建筑面积允许5％增减； 2)建筑等级：建筑设计使用年限为50年，耐火等级为Ⅱ级，采光等级为Ⅱ级。

3)层数、层高：依据《办公楼建筑设计规》JGJ67-2006中4.1.11根据办公建筑分类，办公室的净高应满足：一类办公建筑不应低于2.70m；二类办公建筑不应低于2.60m；三类办公建筑不应低于2.50m。本设计中办公楼属于二类建筑，结合平面会议室的跨度估计梁高，大会议室布置在顶层，定层高为4.2m。

4)建筑水、电均由城市集中供应； 5)房间数量、使用人数和面积要求：

1.2.2设计依据

(1)建设主管部门对该项目的批复文件；

(2)建设提供的设计任务书及审查通过的设计方案； (3)依据《民用建筑设计通则》。(GB50352-2005)； (4)依据《建筑抗震设计规》。(GB50011-2010)；

(5)依据《建筑设计防火规》。(GB50016-2006)； (6)依据《办公楼建筑设计规》。(JGJ67-2006)； (7)依据《旅馆建筑设计规》。(JGJ62-90) (8)依据《公共建筑节能设计标准》。(DB21/T1477-2006 J10923-2007)； (10)依据国家建筑标准图集《工程做法》(J909、G120) (11)依据国家建筑标准图集《楼梯 栏杆 栏板》(06J403-1) (12)依据国家建筑标准图集《平屋面建筑构造图集》(12J201) 一、平面图设计

(一).各主要房间面积、尺寸、数量：

1.依据《办公楼建筑设计规》 （GB50099-2006）规定确定各类主要房间的面积尺寸。 （1）规中4.1.1 办公建筑应根据使用性质、建设规模与标准的不同，确定各类用房。办公建筑由办公室用房、公共用房、服务用房和设备用房等组成。 （2）规中4.1.7.1 门洞口宽度不应小于1.00m，高度不应小于2.10m；

（3）规中4.3.3 对外办事大厅宜靠近出入口或单独分开设置，并与部办公人员出入口分开。缴费大厅应有规规定的要求，单独入口，故设在建筑物一层一侧。

2（4）规中4.3.2.2 中、小会议室可分散布置；小会议室使用面积宜为30 m，中

2会议室使用面积宜为60 m；中小会议室每人使用面积：有会议桌的不应小于1.80

m2，无会议桌的不应小于0.80 m2；设计要求小会议室每间30人使用，故小会议室面积大于等于54 m2，初步确定小会议室开间进深均为7.2m。面积增幅小于5%，故满足要求。

（5）规中4.3.2.1 根据需要可分设小会议室和大会议室；

（6）规中4.3.2.3 大会议室应根据使用人数和桌椅设置情况确定使用面积，平面长宽比不宜大于2:1，宜有扩声、放映、多媒体、投影、灯光控制等设施，并应有隔声、吸声和外窗遮光措施；大会议室所在层数、面积和安全出口的设置等应符合国家现行有关防火规的要求；

（7）规中4.2.3.7 值班办公室可根据使用需要设置；设有夜间值班室时，宜设专用卫生间；

2（8）规中4.2.3.8 普通办公室每人使用面积不应小于4m，单间办公室净面积不应

2小于10m。

2.依据《旅馆建筑设计规》（JGJ62-90）规定确定客房面积尺寸。 （1）规中表3.2.2规定二级建筑双床间客房净面积不应小于16m2。

（2）规中3.2.6规定客房入口门洞宽度不应小于0.9m，高度不应低于2.1m。

客房卫生间门洞宽度不应小于0.75m，高度不应低于2.1m。 3.根据以上规中的各项规定，确定主要房间的使用面积如表2所示：

表2 房间数量、使用人数和使用面积要求

房间名称 缴费大厅 标准客房 领导办公室 标准办公室 小会议室 大会议室 娱乐室 卫生间 间数 1 6-10 3-5 若干 3-4 1 1 1/层 每间面积 200 m 25-30 m 50-70 m 25-30 m 40-50 m 150-200 m 100-120 m 2222222每间使用人数 2 30 100 备注 设置在一层 单独入口 套间（带卫生间） 标准层每层设置 每层均设 其它用房 若干 10-20 m2 （二)各类辅助房间确定：

1.依据《办公楼建筑设计规》 [GB50099-2006]规定确定辅助房间的面积尺寸形状。

（1）规中4.4.1 服务用房应包括一般性服务用房和技术性服务用房。一般性服务用房为档案室、资料室、图书阅览室、文秘室、汽车库、非机动车库、员工餐厅、卫生管理设施间等。技术性服务用房为总机房、计算机房、晒图室等。 （2）规中4.4.2.3 档案和资料查阅间、图书阅览室应光线充足、通风良好，避免直射及眩光。故设置建筑物的北面。

（3）规中4.4.3.2 应设打字、复印、电传等服务性空间。 （4）规中4.3.6 公用厕所应符合下列要求：；

1.距离最远工作点不应大于50m；

2.应设前室；公用厕所的门不宜直接开向办公用房、门厅、电梯厅等主要公共空间；

3.宜有天然采光、通风；条件不允许时，应有机械通风措施； 4.卫生洁具数量应符合现行行业标准《城市公共厕所设计标准》CJJ14的规定。接待室应符合下列要求：

（5）规中4.3.4 .1 应根据需要和使用要求设置接待室；专用接待室应靠近使用部门；行政办公建筑的群众来访接待室宜靠近基地出入口，与主体建筑分开单独设置；

（6）规中4.3.4.2 宜设置专用茶具室、洗消室、卫生间和贮藏空间等。 2.依据《旅馆建筑设计规》（JGJ62-90）规定： （1）规中3.2.6.1客房入口门洞宽度不应小于0.9m，高度不应低于2.1m。 （2）规中3.2.6.2客房卫生间门洞宽度不应小于0.75m，高度不应低于2.1m。 3.根据上述规要求，各类房间布置如下：

（1）杂物储藏室标准层每层分布一间，尺寸为7200mm×3600mm，以供放置桌椅和其他杂物用具等。

（2）为了配合大会议室的使用要求，在大会议室旁边设有打印室作为会议准备室。

（3）在靠近门厅的入口处设有接待室，方便招待访客和对外联系。

（4）一层客房区设有服务用房，便于日常事务的管理和旅客的咨询等相关事宜。 （5）在办公楼每层集中设一男女厕所，因厕所无需考虑良好日照采光的要求，将厕所设计在背面，每层均设.尺寸为7200mm×3600mm，男生女生各自独立，根据男女比例为1:1，男生设置大便蹲位3个，小便斗3个，女生设置蹲位3个，在前室位置设盥洗槽4个。拖把池放在前室。 （三)交通联系空间

1.依据《办公楼建筑设计规》 [GB50099-2006]规定：

（1）规中4.1.4 电梯数量应满足使用要求，按办公建筑面积每5000m2至少设置1台。

（2）规中4.1.8 办公建筑的门厅应符合下列要求：

1.门厅可附设传达、收发、会客、服务、问讯、展示等功能房间(场所)。根据使用要求也可设商务中心、咖啡厅、警卫室、衣帽间、间等； 2.楼梯、电梯厅宜与门厅邻近，并应满足防火疏散的要求； 3 .严寒和寒冷地区的门厅应设门斗或其他防寒设施；

（3）规中4.1.9 办公楼建筑的走道宽度应满足：当走道长度>40m且双面布房时，走道最小净宽度为1.8m。

（4）规中4.1.11办公建筑的走道净高不应低于2.20m。

（5）规中5.0.2 办公建筑的开放式、半开放式办公室，其室任何一点至最近的安全出口的直线距离不应超过30m。

（6）规中5.0.3 综合楼的办公部分的疏散出入口不应与同一楼对外的商场、营业厅、娱乐、餐饮等人员密集场所的疏散出入口共用。 依据《建筑设计防火规》GB50016-2006规定：

（7）规中5.3.1 民用建筑的安全出口应分散布置。每个防火分区、一个防火分区的每个楼层，其相邻2 个安全出口最近边缘之间的水平距离不应小于5m。 （8）规中5.3.2 公共建筑的每个防火分区、一个防火分区的每个楼层，其安全出口的数量应经计算确定，且不应少于2 个。

（9）规中5.3.13.3 楼梯间的首层应设置直通室外的安全出口或在首层采用扩大封闭楼梯间。当层数不超过4 层时，可将直通室外的安全出口设置在离楼梯间小于等于15m 处；

（10）规中5.3.14安全出口、房间疏散门的净宽度不应小于0.9m，疏散走道和疏散楼梯的净宽度不应小于1.1m。

（11）规中5.3.8.2 除托儿所、幼儿园、老年人建筑外，房间位于走道尽端，且由房间任一点到疏散门的直线距离小于等于15m、其疏散门的净宽度不小于1.4m； （12）规中5.3.17 每层疏散走道、安全出口、疏散楼梯以及房间疏散门的每100 人净宽度不应小于表5.3.17-1的规定：首层外门的总宽度应按该层或该层以上人数最多的一层计算确定。

2.根据上述规要求，交通联系空间布置如下：

设廊，其宽度为2400mm，净宽为2160mm。门厅两处,分别为缴费大厅门厅及办公楼出入门厅,都设置在主楼一层以疏散人流。考虑北方防寒防风，设置门斗,即主门厅处设两道大门，每道为两双扇门，平面尺寸为1800mm×2700mm。门两侧为玻璃幕墙,尽显端庄美观。门厅尺寸为7200×7200，在主楼门厅处设置一部双跑楼梯间，开间3600mm，进深7200mm，梯段宽度1560mm。另设置一部辅助楼梯间，开间3600mm，进深7200mm，在主门厅处设一部电梯。 （四）平面组合设计

该办公楼的平面布置图如下图所示：

图1底层平面图

建筑平面为矩形17.14m×54.34m此设计满足“适用、经济、美观”的总体要求，

走廊两侧分布各类房间，平面规则对称。各房间沿走道一侧或两侧并列布置，房间门直接开向走道，通过走道相互联系；各房间基本上不被交通穿越，能较好地保持相对独立性；各房间有直接的天然采光和通风等。

具有下列优点：1.便于设备的布置，提高面积利用率2.房间的开间进深易于调整统一，便于平面组合3.结构布置和预制构件的选用较易解决，便于结构设计与施工。

该办公楼在进行功能分区时，分别从空间的“主” 与“次”、“闹” 与“静”、“”与“外”等的关系加以分析，使各部分空间都能得到合理安排。一层设有缴费大厅，为满足其使用功能要求，单独设有出入口，与此办公楼的出入口相互独立，互不影响。一层设有客房，亦为单独入口，考虑到客房使用所需的安静环境，使其与该办公楼的其它出入口相互隔离。由图可知，建筑物设两大出入口，对外联系较强，，尽量布置在出入口等交通枢纽的附近；与部联系性较强的空间，力争布置在比较隐蔽的部位，并使其靠近部交通的区域。

该办公楼功能分区明确，合理布置功能分区，减少了不同功能间的相互干扰，有利于适应不规则地形，再者出入口门厅上的幕墙设计，增加了建筑的层次感和美观性，圆弧型的幕墙设计有利于争取良好的朝向与自然通风。 （五）防火设计

本工程属于办公建筑，建筑高度16.80m（由室外地面至屋面面层），执行《建筑设计防火规》（GB50016-2006），设置防火分区，即每层一个防火分区。楼梯采用封闭楼梯间，采用乙级防火门。本建筑物地上四层，耐火等级二级，根据建筑设计防火规表5.3.17-1规定，确定疏散走道净宽度、安全出口、疏散楼梯、和房间疏散门的净宽。根据5.3.13第三条规定，层数为超过四层，直通室外的安全出口设置在离楼梯间小于等于15m，由于辅助楼梯离疏散出口大于15m，故在楼梯后开一1800×270的门来满足防火疏散要求。根据5.3.8规定，顶层大会议室最远端到疏散口门的距离小于15m，可设置一个门。 (六）总平面图与平面之间的关系:

一层平面图门斗外挑起雨篷，用构造柱支撑保证其稳定性，雨篷及柱子做适当装饰增加其门厅出入口的气势，门斗上的墙面用有弧度的玻璃幕墙做墙体，与办公楼的格调相一致。本设计以“实用、经济、美观”为原则，在现有条件下创造一个功能分区合理紧凑，交通流线顺畅，空间组合有序，服务设施齐全的建筑，并创造了符合消防、环保、卫生等规要求的室外空间环境。 二、剖面设计

图2 1-1剖面图

1.层数：考虑到房间的使用及设计要求，办公楼四层足以满足其使用要求。故将办公楼定为四层。根据调查，现代办公建筑一般都设电梯，可设置一部电梯。 2.层高：依据《办公楼建筑设计规》（JGJ67-2006）中4.1.11根据办公建筑分类，办公室的净高应满足：一类办公建筑不应低于2.70m；二类办公建筑不应低于2.60m；三类办公建筑不应低于2.50m。本设计中办公楼属于二类建筑，结合平面会议室的跨度估计梁高，大会议室布置在顶层，定层高为4.2m。净高为3.45m。缴费大厅由于使用面积要求，所定柱距为9m，根据初估的梁高及所要满足的净高要求，确定一层层高为4.2m，净高为3.45m。其余层层高定位3.9m，最小净高为3.15m。 3.建筑总高度：建筑高度：16.80m。室外高差为0.60米。 三、立面设计

1-○10立面图 图3 ○1.主出入口临交通主干道，主出入口台阶为四级，高度150mm一级。主出入口东侧设置一处1：12长7.2m的坡道。正立面两个出入口处，二层以上设置凸出的圆弧形玻璃幕墙，通过建筑物墙体的凹凸形成立面效果。此建筑物采用对称式布局，建筑有明显的中轴线，主体部分位于线上，使建筑物显得肃穆庄严，建筑物主体为白色，使建筑物显得高大挺拔。 2此税务办公楼因其使用功能的特殊性，也决定了本建筑的整体造型有别于其他办公建筑。因此本建筑设计在立面造型上精雕细刻，力求用建筑符号、历史的墙面浮雕来体现办公楼建筑的新形象。 3.本建筑从功能、造型、经济适用各角度出发，风格采用典雅的后现代风格，追求形象庄重、典雅、有文化品位与基地环境有机结合，力求做到功能完备、形象新颖、个性鲜明、文化涵深蕴；品位较高的建筑。

本建筑采用平屋顶的建筑形式，现代与传统相结合的手法，使建筑既富于细节又典雅大方。整体采用对称的布局形式，显得庄重，富有雕塑感。运用建筑中部局部突出和顶层收的处理手法，使建筑更加的稳重。本方案很注重建筑细节的塑造，在立面上的划分做到大小对比、虚实结合，恰当的把玻璃、钢和石材的特性表现出来。建筑造型从下到上，都富于变化。

4.外墙装修：采用白色及蓝色外墙高级涂料饰面，局部采用石材干挂。

5.门窗：外窗采用铝塑中空玻璃窗，一层大厅门采用无框玻璃门，部分采用特种门，如防火门。两侧墙体采用玻璃幕墙。

6. 本工程无障碍设计符合《城市道路和建筑物无障碍设计规》标准，底层考虑无障碍设计，结合基地坡度高差在建筑的次入口处设置残疾人坡道，坡道净宽1.50m，坡度为1:12，坡道两侧设扶手，坡道与休息平台的扶手保持连贯，坡道两边均设有有坡道安全挡台，扶手设0.9m高，扶手起点与终点处延伸0.30m，扶手截面。侧与墙面距离均满足规要求，供残疾人使用的门均采用平开门。门槛高度及门外地面高差不大于15mm，并以斜面过渡。上各项设计，均满足《城市道路和建筑物无障碍设计规》JGJ50-2001要求。 （四） 构造设计 建筑防火构造：

1.防火墙、房间隔墙均砌筑至顶板不留缝隙，待管线安装完毕后，楼板进行防火封堵，其耐火极限等同楼板；

2.防火门、窗防火卷帘应选用国家确定的定点厂家产品； 3.室装修应遵照《建筑部装修设计防火规》的规定。

4.本工程外墙保温采用发泡聚氨酯，每层楼板处设300mm高的燃烧性能为A级的保温材料作为水平防火隔离带；

5.屋顶与外墙交界处，屋顶开口部位四周的保温层，采用500mm宽的燃烧性能为A级的60厚泡沫玻璃板作为水平防火隔离带。

第2章 结构设计概述

2.1 结构设计概况

1.2.1 结构设计依据

1.《建筑结构荷载规》 （GB50009-2012） 2.《建筑抗震设计规》 （GB50011-2010） 3.《混凝土结构设计规》 （GB50010-2010） 4.《建筑结构制图标准》 （GB/T50105-2010） 5.《建筑地基基础设计规》 （GB50007-2002） 6.《混凝土结构施工图平法》 （11G101-1） 7.《建筑地基基础设计规》 （GB50007-2011）

8.《建筑结构可靠度设计统一标准》(GB50068-2001) 9.《钢筋机械连接通用技术规程》 (JGJ 107-2003) 1.2.2结构选型及主要材料的确定

本工程采用框架结构，框架抗震等级为三级。梁、板、柱均为现浇混凝土。本建筑总长为54.34m小于55m，故不需要设置伸缩缝，结构布置比较均匀，故不必设置沉降缝，防震缝也不必设置。混凝土强度等级均为C30，基础为柱下独立基础，基础垫层混凝土强度等级C20。柱、梁的纵向钢筋采用HRB400，箍筋采用HRB400，板的钢筋采用HRB400。

2.2设计条件

1．根据《建筑结构荷载规》（GB50009-2012）附录E中续表E.5可查得市基本风压0.55kN/m2，基本雪压0.40kN/m2，地面粗糙度B类。

2．根据提供的地质报告可知，本工程自然地表1.5m为杂填土，杂填土下层为粉质粘土层，作为持力层fak=200kPa。

3．根据《建筑抗震设计规》（GB50011-2010）附录A查得：莱山区地震基本烈度为7度，本工程抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为Ⅱ类，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震分组第一组。根据《建筑抗震设计规》（GB50011-2010）表5.1.4-2可知，根据Ⅱ类场地及设计地震分组第一组可查得本地区特征周期0.35s。

2.3 地质条件及地理概况

表2 .1 工程地质概况

土层厚度（m） 土层描述 地基承载力特征值（kN/m2） 1．5 素土回填土 2.5-3.0 粉质粘土 200 1.3～1.5 粉质粘土混角砾 240 10-12 粉砂岩强风化带 300 水文地质概况：最高地下水位为－3.5m，常年地下水位为－4.5m，无腐蚀性。

第3章 结构布置

3.1结构体系选择

考虑到建筑总高度16.80m，在《高层规》所规定的框架结构适用围(《高规》规定7度区框架适用的最大高度为55m，且建筑平面功能较简单，为了平面布置的灵活，以获得大空间的需要，首先选择了框架结构体系。框架抗震等级为三级。梁柱板一次浇成。

3.2结构布置

结构布置基本原则：平面布置简单规则、对称；竖向布置均匀规则，变形缝少设或不设。本结构由于建筑物总长54.34m，且屋面有保温措施，小于钢筋混凝土结构伸缩缝最大设置间距55m,故可以不设伸缩缝。标准层结构布置如图3.1

图3.1 标准层结构布置

竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载传至次梁，经由次梁传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。

根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本楼框架的承重方案为横向框架承重方案。

3.3构件尺寸初估

3.3.1板的厚度初估 1)双向板的厚度 最大跨度为3.6m，板厚h满足(1/35~1/30)l0,l0为短跨方向长度；即h=（1/35~1/30）×3600=103~120mm，现取板厚为120mm。 2）楼梯斜板

楼梯跨度为1.8m，板厚h满足(1/25)l0,l0为短跨方向长度；即h=（1/25）×1800=72mm，现取板厚为120mm。 3）悬挑板

最大跨度为1.8m，板厚h满足(1/15)l0,l0为短跨方向长度；即h=（1/15）×1800=120mm，现取板厚为120mm。 3.3.2 框架梁截面尺寸初估：

梁高h=(1/12~1/8)l; 梁宽B=（1/3~1/2）h,且不能小于墙厚。一到四层框架横梁的截面尺寸见表3.1。 1.横向框架梁:

(1)跨度为9000mm梁截面:

11hmaxl90001125mm88

11hminl9000750mm1212取h=750mm；

bmax bmin11h750375mm 2211h750250mm 33取b=300mm。

故梁截面尺寸为300mm×750mm (2)跨度为7200mm截面

11hmaxl7200900mm88

11hminl7200600mm1212取h=600mm；

bmax bmin11h600300mm 2211h600200mm 33取b=300mm

故梁截面尺寸为300mm×600mm 2.纵向框架梁

(1) 跨度为7200mm截面

11hmaxl7200900mm88

11hminl7200600mm1212取h=600mm；

11h600300mm 2211 bminh600200mm

33取b=300mm，故梁截面尺寸为300mm×600mm 3.次梁截面初估：

跨度为7200mm截面

bmaxhmaxhmin11l7200600mm1212

11l7200400mm1818取h=500mm；

bmax bmin11h500250mm 2211h500167mm 33取b=250mm

故梁截面尺寸为250mm×500mm 4.过道梁截面:

跨度为2400mm截面

11hmaxl2400300mm88

11hminl2400120mm1212取h=450mm；

bmax11h600300mm 2211 bminh600200mm

33取b=300mm

故梁截面尺寸为300mm×450mm

表3.1 框架横梁截面尺寸 编号 KL1 KL2 KL3 L1 截面 /mm 300×750 300×600 300×450 250×500 楼层 1-4 1-4 1-4 1-4 位置 纵向框架梁 横向框架梁 走道，楼梯 横向次梁 3.3.3 框架柱截面尺寸初估

柱截面尺寸可按式（3.1）进行估算。由《建筑抗震设计规》(GB 50011-2010)6.1.2可知该框架结构的抗震等级为三级，其轴压比限值据6.3.6条知[μN]=0.85；各层重力荷载代表值近似取12kN/m2。边柱及中柱的负载面积分别为3.6×8.1m2和4.8×4.8m2，由式（3.3.1）及（3.3.2）可得，第一层柱截面面积为： 边柱（以较大值计算）

≥[4.394.53.63.65.264.54.033.6]/0.85×14.3=546935mm2; 中柱（以较大值计算）

≥[4.394.53.6(3.61.2)5.264.54.033.6]/0.85×14.3=73005.4mm2

如果取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别为234mm和270mm。根据以上计算结果和综合考虑其他因素，本设计柱截面一层边框架边柱取600×700，门厅处仅一层有柱子，截面取300×300，其余取600×600；二~三层边框架边柱取500×700，其余柱截面取500×500。

3.4计算简图的确定

3.4.1 以2轴线作为计算单元

1. 框架层高的确定

本工程屋面为平屋顶，屋面坡度2%；本工程采用柱下独立基础，初步确定基础顶标高为-1.50m，故底层的计算层高为5.70m，其余层计算层高根据上下层横梁轴线之间的距离确定。

2. 框架跨度的确定

相邻柱轴线之间的距离决定了框架的跨度，等截面柱的轴线与截面形心重合，柱截面尺寸沿高度变化时，柱轴线与较小截面的形心线重合。

2所在的横向框架单元为计算单元,计算简图见图3.2 取轴线○

图3.2 结构计算简图

第4章 重力荷载计算

4.1 楼面恒载

4.1.1平屋面（上人）：

40厚C20细石混凝土保护层配直径

为6或冷拔直径为4的Ⅰ级钢，双向

150，钢筋网片绑扎或电焊（设分 0.04×24=0.96kN/m2 隔缝）； 10厚低强度等级砂浆隔离层； 0.01×20=0.2kN/m2 1.5mm厚防水卷材

20厚1:3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2 保温层；

最薄30厚LC5.0轻集料混凝土2%找坡层； 0.1×22=2.2kN/m2 120mm现浇钢筋混凝土楼板 0.12×25=3kN/m2 合计： 5.82kN/m2 4.1.2 楼面

8-10(10-15)厚地砖、干水泥擦缝;

20厚1:3干硬性水泥砂浆结合层,表面撒水泥粉; 0.5kN/m2

水泥一道(掺建筑胶); 120mm现浇钢筋混凝土楼顶 0.12× 25=3kN/m2 吊顶： 0.25kN/m2 合计： 3.75kN/m2 4.1.3 卫生间地面

8-10(10-15)厚地砖、干水泥擦缝; 20厚1:3干硬性水泥砂浆结合层,表面撒水泥粉;

1.5厚聚氨酯防水层厚2厚聚合物水泥基防水涂料； 2.0kN/m2 1:3水泥砂浆或最薄处30厚C20细石混凝土找坡层抹平； 水泥一道(掺建筑胶); 120mm现浇钢筋混凝土楼顶 0.12× 25=3kN/m2 吊顶： 0.25kN/m2 合计： 5.25kN/m2

表4.1楼板荷载统计表

编号 1 2 3 4 5 板厚（mm） 120 120 120 120 120 位置 普通楼板 卫生间楼板 走道 楼梯 屋面板 楼层 1-3 1-3 1-3 1-3 4 永久荷载标准值kN/m2 3.75 5.25 4.39 3.75 5.82 可变荷载标准值kN/m2 2.0 2.5 2.5 3.5 2.0 4.1.4 墙、门、窗重力荷载计算

外纵墙： 面浆饰面

2厚面层耐水腻子分层刮平 0.13kN/m2 8厚粉刷石膏砂浆打底分层抹平

刷素水泥浆一道

240mm厚加气混凝土砌块 0.24×8=1.92kN/m2 20mm厚聚合物水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2 50mm厚XPS保温板

5mm厚的抹面胶浆

合计： 2.45kN/m2 墙1：

面浆饰面

2厚面层耐水腻子分层刮平 0.13kN/m2 8厚粉刷石膏砂浆打底分层抹平

刷素水泥浆一道

240mm厚加气混凝土砌块 0.24×8=1.92kN/m2 20mm厚聚合物水泥砂浆找平层 刷素水泥浆一道

8厚粉刷石膏砂浆打底分层抹平 0.13kN/m2 2厚面层耐水腻子分层刮平 面浆饰面

合计： 2.18kN/m2

墙2：（卫生间墙面）

刷素水泥浆一道

8厚粉刷石膏砂浆打底分层抹平 0.13kN/m2 2厚面层耐水腻子分层刮平 面浆饰面

240mm厚加气混凝土砌块 0.24×8=1.92kN/m2 3厚外加剂专用砂浆抹基底或界面剂一道甩毛； 0.003×17=0.054kN/m2 6 厚1：1:6 水泥膏砂浆扫毛或划出纹道； 0.006×12=0.072kN/m2 6厚1:0.5:2.5水泥石灰膏砂浆分层压实抹平； 0.006×12=0.072kN/m2 1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层； 4 厚强力胶粉泥粘结层，揉挤压实；

6厚墙面砖（贴前墙砖充分浸润）； 0.5kN/m2 白水泥擦缝(或1：1彩色细石砂浆勾缝)；

合计： 2.75kN/m2 墙3：（卫生间240墙）

白水泥擦缝(或1：1彩色细石砂浆勾缝)； 0.5kN/m2 6厚墙面砖（贴前墙砖充分浸润）； 4 厚强力胶粉泥粘结层，揉挤压实；

1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层；

6厚1:0.5:2.5水泥石灰膏砂浆分层压实抹平； 0.006×12=0.072kN/m2 6 厚1：1:6 水泥膏砂浆扫毛或划出纹道； 0.006×12=0.072kN/m2

3厚外加剂专用砂浆抹基底或界面剂一道甩毛； 0.003×17=0.054kN/m2 240mm厚加气混凝土砌块 0.24×8=1.92kN/m2 3厚外加剂专用砂浆抹基底或界面剂一道甩毛； 0.003×17=0.054kN/m2 6 厚1：1:6 水泥膏砂浆扫毛或划出纹道； 0.006×12=0.072kN/m2 6厚1:0.5:2.5水泥石灰膏砂浆分层压实抹平； 0.006×12=0.072kN/m2 1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层； 4 厚强力胶粉泥粘结层，揉挤压实； 6厚墙面砖（贴前墙砖充分浸润）； 0.5kN/m2

白水泥擦缝(或1：1彩色细石砂浆勾缝)；

合计： 3.32kN/m2 墙3：（卫生间200隔墙）

白水泥擦缝(或1：1彩色细石砂浆勾缝)； 0.5kN/m2 6厚墙面砖（贴前墙砖充分浸润）； 4 厚强力胶粉泥粘结层，揉挤压实；

1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层；

6厚1:0.5:2.5水泥石灰膏砂浆分层压实抹平； 0.006×12=0.072kN/m2 6 厚1：1:6 水泥膏砂浆扫毛或划出纹道； 0.006×12=0.072kN/m2 3厚外加剂专用砂浆抹基底或界面剂一道甩毛； 0.003×17=0.054kN/m2 240mm厚加气混凝土砌块 0.2×8=1.6kN/m2 3厚外加剂专用砂浆抹基底或界面剂一道甩毛； 0.003×17=0.054kN/m2 6 厚1：1:6 水泥膏砂浆扫毛或划出纹道； 0.006×12=0.072kN/m2 6厚1:0.5:2.5水泥石灰膏砂浆分层压实抹平； 0.006×12=0.072kN/m2 1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层； 4 厚强力胶粉泥粘结层，揉挤压实； 6厚墙面砖（贴前墙砖充分浸润）； 0.5kN/m2 白水泥擦缝(或1：1彩色细石砂浆勾缝)；

合计： 3.0kN/m2 4.1.5

木门 0.20kN/m2 塑料门窗 0. 2kN/m2

4.2屋面及楼面可变荷载标准值

查《建筑荷载规》 GB50009-2001

（1）上人屋面均布活荷载标准值 2.0kN/m2 （2）楼面活荷载标准值 2.0 kN/m2 （3）屋面雪荷载标准值 Sk=rS0 =0.4 kN/m2

4.3墙体墙体线荷载计算自重计算

4.3.1一层横墙（层高4.2m） 1.普通240厚墙(横墙)：

墙1 2.18 kN/m2 墙1-1线荷载 2.2 × (4.2－0.60) ×7.2/7.2=7.85kN/m 墙1-2线荷载 2.2 × (4.2－0.50) ×7.2/7.2=8.01kN/m 2.带木门的墙（门洞高2700mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(3.6 ×(4.2－0.60)－0.9×2.7] ×2.18=22.96kN 门与窗户自重 0.9×2.7×0.2=0.49kN 线荷载 （22.96+0.49）÷3.6=6.51kN/m

合计： 6.51 kN/m 3带防火门的墙（门洞高2100mm开间3600mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(2.4 ×(4.2－0.45)－1.8×2.4] ×2.18=10.46kN 门与窗户自重 1.8×2.4×0.2=0.86kN 线荷载 （17.42+0.75）÷2.4=4.72kN/m 合计： 4.72 kN/m 4带窗户的墙（门洞高2100mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(7.2×(4.2－0.6)－2.1×2.1] ×2.18=46.89kN 门与窗户自重 2.1×2.1×0.2=0.88kN 线荷载 （46.89+0.88）÷7.2=6.63kN/m 合计： 6.63kN/m 5 240mm墙（卫生间墙面）

墙2 2.75 kN/m2 墙2自重 [(3.6×(4.2－0.45)－1.0×2.7] ×2.75=29.7kN 门与窗户自重 1.0×2.7×0.2=0.54kN 线荷载 （29.7+0.54）÷3.6=8.4kN/m 合计： 8.4kN/m 一层纵墙1-1（层高4.2m）： 1.普通240厚墙(横墙)：

墙1 2.18 kN/m2 墙1-1线荷载 2.18 × (4.2－0.75) ×4.5/4.5=7.52kN/m 墙1-2线荷载 2.18× (4.2－0.60) ×3.6/3.6=7.85kN/m 2.带木门的纵墙1-1（门洞高2700mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(4.5 ×(4.2－0.75)－1.0×2.7] ×2.18=27.96kN 门与窗户自重 1.0×2.7×0.2=0.54kN 线荷载 （27.96+0.54）÷4.5=6.33kN/m 合计： 6.33 kN/m 3带木门的纵墙1-2（门洞高2700mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(3.6 ×(4.2－0.60)－1.0×2.7] ×2.18=22.37kN 门与窗户自重 1.0×2.7×0.2=0.54kN 线荷载 （22.37+0.54）÷3.6=6.36kN/m 合计： 6.36kN/m 4带防火门的纵墙（门洞高2100mm开间3600mm）

墙1 2.18 kN/m2 墙1自重 [(3.6 ×(4.2－0.45)－1.8×2.4] ×2.18=20.01kN

门与窗户自重 1.8×2.4×0.2=0.86kN 线荷载 （20.01+0.86）÷3.6=5.8kN/m 合计： 5.8 kN/m 5卫生间纵墙

墙1 2.75 kN/m2 墙1自重 [(3.6×(4.2－0.6)－1.0×2.7] ×2.18=46.89kN 门与窗户自重 1.0×2.7×0.2=0.54kN 线荷载 （22.37+0.54）÷3.6=6.36kN/m 合计： 6.36kN/m 2、3层外墙:

1. 240mm外墙（横墙）

外墙 2.45 kN/m2 外墙1-1线荷载 (3.9－0.45)×2.45×2.4/2.4=8.45kN/m 外墙1-2线荷载 (3.9－0.6)×2.45×7.2/7.2=8.09kN/m 外墙1-1线荷载(突出层) (3.6－0.45)×2.45×2.4/2.4=7.7kN/m 2.带pvc塑料门窗的外横墙

外墙 2.75 kN/m2 外墙1-1自重 [(2.4×(3.9－0.45)－1.8×2.1] ×2.45=11.03kN 门与窗户自重 1.8×2.1×0.2=0.76kN 线荷载 （11.03+0.76）÷2.4=4.91kN/m 合计： 4.91kN/m 3.带pvc塑料门窗的外纵墙

外墙 2.75 kN/m2 外墙2-1自重 [(2.4×(3.9－0.75)－2.7×2.1] ×2.45=20.84kN C1自重 2.7×2.1×0.2=1.13kN 线荷载 （20.84+1.13）÷4.5=4.88kN/m 合计： 4.91kN/m 4.外墙

外墙 2.75 kN/m2 外墙2-2自重 [(2.4×(3.9－0.6)－2.1×2.1] ×2.45=18.30kN C2自重 2.1×2.1×0.2=0.88kN 线荷载 （18.30+0.88）÷3.6=5.33kN/m 合计： 5.33kN/m 女儿墙

240mm外墙

外墙 2.45 kN/m2 外墙线荷载 2.45×1.5=3.68 kN/m2 墙体荷载统计见墙体附表1

4.4 梁重力荷载标准值计算

4.4.1 b×h=300mm×750mm

自重： 0.30×(0.75－0.12)×25=4.725kN/m 20mm厚梁侧抹灰： 0.02×[(0.75－0.12)×2+0.3]×17=0.4kN/m 合计： 5.26kN/m 4.4.2 b×h=300mm×600mm

自重： 0.3×(0.60－0.12)×25=3.6kN/m 20mm厚梁侧抹灰： 0.02×[(0.6－0.12)×2+0.3]×17=0.43kN/m 合计： 4.03kN/m 4.4.3 b×h=250mm×500mm

自重： 0.25×(0.50－0.12)×25=2.38kN/m 20mm厚梁侧抹灰： 0.02×[(0.5－0.12)×2+0.25]×17=0.34kN/m 合计： 2.72kN/m 4.4.4 b×h=300mm×450mm

自重： 0.30×(0.45－0.12)×25=2.48kN/m 20mm厚梁侧抹灰： 0.02×[(0.45－0.12)×2+0.3]×17=0.33kN/m 合计 : 2.81kN/m 梁柱重力荷载标准值统计见表4.2

表4.2框架梁重力荷载统计 编号 KL1 KL2 KL3 L1 截面 /mm 300×750 300×600 300×450 250×500 楼层 1-4 1-4 1-4 1-4 荷载标准值(kN/m) 5.26kN/m 4.03kN/m 2.81kN/m 2.72kN/m

4.5 柱重力荷载标准值计算

4.5.2柱截面500×500 0.5×0.5×25=6.25kN/m

20mm厚柱两侧粉刷 （0.5+0.5）×2×0.02×17=0.68kN/m 合计： 6.93kN/m 4.5.2柱截面300×300 0.3×0.3×25=2.25kN/m 20mm厚柱两侧粉刷 （0.3+0.3）×2×0.02×17=0.41kN/m 合计： 2.66kN/m 4.5.3柱截面600×600 0.6×0.6×25=9kN/m

20mm厚柱两侧粉刷 （0.6+0.6）×2×0.02×17=0.82kN/m 合计： 9.82kN/m 4.5.4柱截面500×700 0.5×0.7×25=8.75kN/m 20mm厚柱两侧粉刷 （0.5+0.7）×2×0.02×17=0.82kN/m 合计： 9.57kN/m 4.5.5柱截面500×700 0.6×0.7×25=10.5kN/m 20mm厚柱两侧粉刷 （0.6+0.7）×2×0.02×17=0.88kN/m 合计： 11.38kN/m

4.6楼梯重力荷载标准值计算

4.6.1底层：（楼梯间面积为25.92 m2） 梯段体积：

(161.54×300×1/2×12+120×(3600221002))×1570×2×10-9=2.48m3 中间平台及楼层平台板体积： 1700×120×(3600-240)×10-9+1600×120×(3600-240)×10-9=1.33m3 梯段梁自重：300×450×3600×10-9=0.49kN 总自重：(2.48+1.33)×25+0.49=95.74kN 底层楼梯面荷载为3.69kN/ m2 4.6..2 2～3层：

梯段体积： (150×300×1/2×12+120×(3600219502))×1570×10-9×2=2.39m3 中间平台及楼层平台板体积： 1700×120×(3600-240)×10-9+1600×120×(3600-240)×10-9=1.33m3 梯段梁自重：300×450×3600×10-9=0.49kN

总自重：(2.39+1.33)×25+0.49=93.49kN 标准层楼梯面荷载为3.61kN/ m2 4.6.1顶层：

梯段体积：

(160×280×1/2×13+120×(3640224002))×1570×2×10-9=2.56m3

中间平台及楼层平台板体积： 1630×120×(3600-240)×10-9+1600×120×(3600-240)×10-9=1.30m3 梯段梁自重：300×450×3600×10-9=0.49kN 总自重：(2.56+1.30)×25+0.49=96.99kN 顶层楼梯面荷载为3.74kN/ m2

4.7梁板柱墙重力荷载标准值计算

梁板柱重力荷载标准值统计见表4.3,表4.4

表4.3 梁、柱重力荷载标准值

层次 构件 横梁 走廊横梁 次梁 1层 纵梁 b/m 0.3 0.3 0.25 0.3 0.3 0.6 柱 横梁 走廊横梁 次梁 纵梁 2-4层 2-3层柱 4层柱 0.3 0.6 0.3 0.3 0.25 0.3 0.3 0.5 0.5 0.5 0.5 h/m 0.6 0.45 0.5 0.6 0.75 0.6 0.3 0.7 0.6 0.45 0.6 0.6 0.75 0.5 0.7 0.5 0.7 g/(kN/m) 4.03 2.81 2.72 4.03 5.26 9.82 2.66 11.38 4.03 2.81 4.03 4.03 5.26 6.93 9.57 6.93 9.57 li/m 133.44 19.44 163.96 65.7 66.96 159.6 22.8 45.6 115.92 19.44 139.36 48.18 66.96 109.2 31.2 117.6 33.6 Gi/kN 537.76 54.63 445.97 264.77 352.2 1567.3 60.6 518.9 467.16 54.63 379.06 194.16 352.2 756.8 298.6 815 321.6 1055.4 1136.6 1447.21 2146.8 1655.53 ∑Gi/kN 注：1）g表示单位长度构件重力荷载2）梁长度取净长，柱长度取层高。

突出层梁的重力荷载标准值为183.8KN 突出层柱的重力荷载标准值：G=6.93×3.6×10=249.5KN

表4.4板的重力荷载标准值（单位：KN）

楼层 分类 普通楼板 卫生间楼板 走道楼板 普通楼板 卫生间楼板 走道楼板 屋面板 屋面板 板厚（mm） 120 120 120 120 120 120 120 120 每层面积mm2 826.9 51.8 130.42 749.2 51.8 130.42 941.2 77.76 面荷载kN/m2 3.75 5.25 3.75 3.75 5.25 3.75 5.82 5.82 5477.8 452.6 4133.3 合计（KN） 4474.5 1 2-3 4 突出层 4.6.3由墙体荷载统计表附表可知: 一层墙体总重：

为:1923.75+644.75+1.2×1.2×10-6×[4200×7200×4+7200×4200-1800×2700+9000×4200-1800×2700] =2826.7KN 标准层墙体总重:

为:1397.85+685.29+1.2×1.2×10-6×(3900×7200+9000×3900)=2173.8KN 顶层墙体总重:

为:1671.19+772.17+1.2×1.2×10-6×(4200×7200+9000×4200)=2511.4KN 突出层墙体的重力荷载荷载标准值 : 6.82×10-3×5×(7200-2×380)×5+66×10-3×[(7200-500-120-250)+ (3600-2×120)×2] ×6.6×10-3+2.45×0.5×7200×7=367.47KN 突出层墙体女儿墙荷载标准值:2.45×50.4×0.5=61.74KN 女儿墙墙体荷载标准值: 3.68×（54.34+17.14）=263.04KN

4.8重力荷载代表值的计算

重力荷载代表值取结构和构配件自重标准值和各可变荷载组合之和,各层的重力荷载代表值Gi取各楼层标高上下各楼层的一半。底层取至基础顶部。分别按下式计算。

GEGkEiQki (4.1)

GE—重力荷载代表值；

Gk—永久荷载标准值，即结构及构配件的自重；

Qk—可变荷载标准值。 G5=778.7kN 集中于各搂层标高处的重力荷载代表值Gi计算如下：

屋面梁处；Gi=结构和构件自重+50%雪荷载

楼面梁处：Gi=结构和构件自重+50%活荷载 G4=868.4kN 其中结构和构件自重取楼上、下1/2层高围（屋面梁处

取顶层的一半）的结构及构件自重（包括纵横梁自重，楼板 结构层及构造层，纵横墙体及柱等自重）各质点重力荷载代

表值及质点高度如图4.1所示 G3=969.2kN 一层楼面梁处重力荷载代表值计算

1655.35+4474.5+（2826.7+2173.8）×0.5+(2146.8+1055.4)×0.5+50%×(826.9×2+51.8×2.5+130.42×2.5)

=10682KN G2=969.2kN 二、三层楼面梁处重力荷载代表值计算 1447.21+4133.3+2173.8+1055.4+50%×(749.2×2+51.8×2.5+130.42× 2.5)=9692KN

四层屋面梁处重力荷载代表值计算 G5=1068.2kN 1447.21+5477.8+（2511.4+367.47+263.04）

×0.5+(249.5+1136.6)×0.5+50%×(941.2×0.4)=8684KN

突出层屋面梁处重力荷载代表值计算 183.8+249.5×0.5+452.6+50%×(77.76×0.4)=776.7KN

各质点重力荷载代表值如图4.1: 图4.1重力荷载代表值

第5章 横向框架侧移刚度的计算

5.1 横向框架梁的线刚度计算

梁采用C30混凝土，Ec=3.0×104N/mm2，需注意的是框架梁，对于中框架，其截面惯性矩Ib2I0，对于边框架Ib1.5I0。

bh3EcIb横向框架梁线刚度计算，用公式ib和I0进行计算,其中Ec为混凝土

12l弹性模量；l为梁的计算跨度；Ib为梁截面惯性矩；I0为梁矩形部分的截面惯性矩，

横梁的线刚度计算见表5.1。

表5.1横梁的线刚度b计算表(单位：Nmm) 类别 KL1 KL2 KL3 L1 层次 Ec（N/mm2） b×h（mm2） I0（mm4） l（mm） 1～4 1～4 1～4 1～4 3.0×104 3.0×104 3.0×104 3.0×104 300×750 300×600 300×450 250×500 10.55×109 5.4×109 2.28×109 2.6×109 9000 7200 3000 2400 7200 EcI0/l 3.52×1010 2.25×1010 5.4×1010 2.85×1010 1.08×1010 1.5EcI0/l 5.28×1010 3.38×1010 8.1×1010 4.28×1010 1.62×1010 2EcI0/l 7.1×1010 4.5×1010 11×1010 5.7×1010 2.2×1010 i

5.2 横向框架柱的线刚度计算

柱采用C30混凝土，Ec=3.0×104N/mm2。横向框架柱的线刚度计算，用公式EcIcbh3ic和Ic进行计算,其中Ec为混凝土弹性模量；h为框架柱的计算高度；Ich12为柱截面惯性矩，柱的线刚度计算见表5.2。

表5.2柱的线刚度(单位：Nmm)

层次 hc（mm） Ec（N/mm2) 3.0×104 3.0×104 3.0×104 b×h（mm2） 600×600 300×300 600×700 2~3 4 3900 4200 500×500 500×700 500×500 Ic（mm4） 10.8×109 0.68×109 17.2×109 5.21×109 14.3×109 5.21×109 EcIc/h 5.68×1010 0.36×1010 9.05×1010 4.0×1010 11×1010 3.71×1010 1 5700 500×700 5 3600 3.0×104 500×500 14.3×109 5.21×109 1×1010 4.34×1010

5.3 横向框架柱的抗侧移刚度计算

按下列公式计算各柱的侧移刚度Di，计算公式如下： 梁柱线刚度之比按下公式计算：

一般层： Ki1i2i3i4 底层： Ki1i2

2icic抗侧刚度修正系数按下式计算： 一般层：αK0.5K 底层：α 2K2K抗侧刚度按下式计算：Dα12ic 2hj求得底层框架柱的侧移刚度D值见表5.3。

表5.3底层柱抗侧刚度(单位：N/mm)

位置 边柱 中柱 柱号 A-1（共4根） A -2（共16根） B-1(共4根) B -2(共12根) K 0.60 0.79 1.35 1.8 c 0.42 0.46 0.55 0.61 Di 8811 9650 11538 12797 标准层框架柱的侧移刚度D值见表5.4。

表5.4标准层柱抗侧刚度(单位：N/mm)

位置 边柱 中柱 柱号 A-1（共4根） A -2（共16根） B-1(共4根) B -2(共12根) K 1.92 1.13 0.85 2.55 c 0.49 0.36 0.3 0.56 Di 15464 11361 9467 17673 四层框架柱的侧移刚度D值见表5.4。

表5.4四层柱抗侧刚度(单位：N/mm)

位置 柱号 K c Di 边柱 中柱 A-1（共4根） A -2（共16根） B-1(共4根) B -2(共12根) 2.06 1.2 0.91 2.75 0.51 0.38 0.31 0.58 12871 9464 7824 14638 每层框架柱的抗侧移刚度之和见表5.5

表5.5 横向框架层间侧移刚度（N/mm） 层次 ∑Di 1 389368 2 493576 3 493576 4 409860

根据《建筑抗震设计规》3.4.3条中的表3.4.3-2规定：下层的抗侧刚度小于相邻上一层的70%，或小于相邻三个楼层侧向刚度平均值的80%，该框架为侧向刚度不规则。由表可知，389368/493576>0.79，相邻三个楼层侧向刚度平均值为465670，389368/465670>0.84故该框架为规则框架。

第6章 横向水平荷载作用下框架结构的力和侧移计算

6.1 横向水平地震作用下框架结构的力和侧移计算

6.1.1横向自振周期的计算

结构顶点的假想侧移按公式VGiGk、(u)iVGi/Dij和uT(u)k计

kij1njnk1算，计算结果见表6.1

表6.1结构顶点的假想侧移计算 层次 4 3 2 1 Gi/KN 8684 9692 9692 10682 VGi/KN 8684 18376 28068 38750 D/(N/mm) iui/mm 21.2 37.2 56.9 99.5 ui/mm 214.8 193.6 156.4 99.5 409860 493576 493576 389368 计算基本周期T1，其中uT的量纲为m,取T0.8，则 T11.70.80.21480.63S

6.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算

根据《建筑抗震设计规》5.1.2条规定：高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布均匀时，变形以剪切变形为主，以及近似于单质点体系的结构，可采用底部剪力法等简化方法。因此本设计可以采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根据《建筑抗震设计规》中5.1.2条规定：Geq结构等效总重力荷载，单质点应取总重力荷载代表值，多质点可取总重力荷载代表值的85%。即：:Geq0.85Gi0.85(86849692210682+776.7)39526.7KN 6.1.3计算水平地震影响系数 

根据《建筑抗震设计规》5.1.4条中表5.1.4-1知，此框架结构抗震设防烈度为7度，地震影响为多遇地震，故水平地震影响系数最大值max为0.08。

根据《建筑抗震设计规》5.1.4条中表5.1.4-2知，此框架结构场地为Ⅱ类，设计地震分组为第一组，故场地的特征周期为0.35s。

根据《建筑抗震设计规》5.1.5条中图5.1.5知，此框架结构的阻尼比ζ=0.05，则阻尼调整系数21.0。又因为Tg0.35sTg减指数=0.9，地震影响系数1T12max，则 

0.9Tg0.352max0.080.0480.63T

r7.1.4计算结构总的水平地震作用标准值 FEK

FEKGeq0.04839526.71897.3kN由于T10.62s1.4Tg1.40.350.49s

故要考虑顶部附加水平作用n,顶部附加地震作用系数n ，可查GB50011-2010

n=0.08T1+0.07=0.12

顶部附加水平地震作用Fn为:Fn=n1897.3=227.7kN FEK =0.12GiHi各质点横向水平地震作用按下式计算：FiFEk(1n)GHjj1n (5.1)

j其中 G，G－分别为集中于质点i、j的重力荷载代表值

H，H－分别为质点i、j的计算高度； 计算结果见下表6.2

表6.2 楼层地震剪力的计算 层次 5 4 3 2 1 H G GH 21.3 17.7 13.5 9.6 5.7 776.7 8684 9692 9692 10682 16543.71 153706.8 130842 93043.2 60887.4 GiHi GjHj0.036 F V 60.7 564.0 480.1 341.4 223.4 60.7(3) 852.4 1332.5 1673.9 1897.3 0.34 0.29 0.20 0.13 注：四层顶要考虑顶部附加地震作用，故剪力值应加水平地震作用Fn

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图6.1。

水平地震作用分布 层间剪力分布

6.1.5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i和顶点位移i分别按公式

iVi/Dij和i计算，计算过程见表7.3。表中还计算了各层的层间

弹性位移角eui/hi。

j1ini1i

表6.3横向水平地震作用下的位移计算 i层次 5 4 3 2 1 V/kN D/(N/mm) /mm /mm 14.37 13.04 10.96 8.26 4.87 hi/mm 3600 4200 3900 3900 5700  1/2707 1/2019 1/1444 1/1150 1/1170 60.7(3) 852.4 1332.5 1673.9 1897.3 136630 409860 493576 493576 389368 1.33 2.08 2.70 3.39 4.87 在水平地震作用下，最大弹性位移角1/1170小于层间弹性位移角限值[]<1/550根据《建筑抗震设计规》5.5.1条中表5.5.1查的，钢筋混凝土框架弹性层间位移角限值为1/550。故满足要求。 6.1.6水平地震力作用下剪重比的验算

根据《建筑抗震设计规》5.2.5条规定：抗震验算时，结构任一层的水平地震剪力应符合下式要求：VEki＞Gj，根据表5.2.5查得楼层最小地震剪力系数λ=0.016，Gj为第j层的重力荷载代表值。计算过程列于表6.4。

表6.4各层剪重比的计算 层次 5 Vi/kN Gi/kN jinGj/kN jin剪重比 0.23>0.016 60.7(3) 776.7 776.7 4 3 2 1 852.4 1332.5 1673.9 1897.3 8684 9692 9692 10682 9460.7 19152.7 28844.7 39526.7 0.09>0.016 0.07>0.016 0.058>0.016 0.048>0.016 6.1.5水平地震作用下框架力计算

横向框架力计算时，选取此框架结构中2号轴线所在榀框架来计算。

DijFi公式进行计算，计算2号轴线所在榀框架所承担的水平地震力，采用FijnDijj1计算过程见表6.5。

表6.5 2轴楼层的地震力（单位：kN)

层次 4 3 2 1 Dij 48204 58068 58068 44894 ∑Di(N/mm) 409860 493576 493576 389368 Fi/kN 564.0 480.1 341.4 223.4 Fij/kN 66.3 56.5 40.2 25.8 水平地震作用下框架的荷载示意图、剪力图、弯矩图及轴力图由PKPM得出，如图6.2，图6.3，图6.4，图6.5所示。

图6.2 水平地震作用下荷载示意图 (单位：kN）

图6.3水平地震作用下框架的弯矩图 （单位：kN·m）

图6.4 水平地震作用下框架轴力图 （单位：kN）

6.5 水平地震作用下框架剪力图（单位：kN）

6.2 横向风荷载作用下框架结构力侧移计算

6.2.1 风荷载标准值计算

风荷载标准值按《建筑结构荷载规》8.1.1条中8.1.1-1公式wkzszwo进行计算。

根据《建筑结构荷载规》附录E.5查得省市50年一遇的基本风压wo=0.55kN/m2；根据8.2.1条中表8.2.1，地面粗糙度类别为B类，由线性插值计算得出风压高度变化系数z的值；根据8.3.1条中的表8.3.1，查得风荷载体形系数，s0.8（迎风面）和s0.5（背风面）；根据8.4.1条，对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋和基本自振周期T1大于0.25s的各种高耸结构以及大跨度屋盖结构，均应考虑风压脉动对结构发生顺风向风振的影响。多层建筑通常不大于30m，因此可不考虑风振系数，取z=1.0。

各楼层标高处的风荷载集中力标准值计算是通过下面公式进行计算：

FwBHizzswo (6.1)

沿房屋高度的分布风荷载标准值和各楼层标高处的风荷载集中力标准值的计算过程见表6.6。

表6.6风荷载标准值计算表

层次 4 3 2 1 Z/m 17.7 13.5 9.6 5.7 0.8 0.8 0.8 0.8 s -0.5 -0.5 -0.5 -0.5 z 1.20 1.10 1.00 1.00 z 1.0 1.0 1.0 1.0 0.53 0.48 0.44 0.44 wk -0.33 -0.30 -0.28 -0.28 B/m 54.34 54.34 54.34 54.34 Fi/kN 133.1 171.7 152.6 158.5 框架结构分析时，应按静力等效原理将沿高度分布的的风荷载转化为结点集中荷载，例如，第3层的集中荷载F4的计算过程如下，其余层Fi值见表7.6。

F4=（26.08+16.3）×4.05=171.7kN 6.2.2 风荷载作用下的水平位移验算

根据表7.2所示的水平荷载，由公式ViFk计算层间剪力Vi，然后依据表6.3

kin和表6.4求出框架的层间侧移刚度，再按公式i和iVi/Dij计算

k1knij1各层的相对侧移和绝对侧移。计算过程见表6.7。

表6.7风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算 层次 4 3 2 1 Fi/(kN) 133.1 171.7 152.6 158.5 Vi/(kN) 615.9 482.8 311.1 D/(N/mm)ii/(mm)i/(mm) 0.87 0.53 0.26 0.09 hi/(mm) 4200 3900 3900 5700  e 409860 493576 493576 389368 0.34 0.27 0.17 0.09 1/12353 1/14444 1/22941 1/63333 158.5 由表6.7可见，风荷载作用下框架的最大层间位移角为1/12353，远小于1/550，满足规要求。

6.2.3 风荷载作用下框架结构力计算

风荷载作用下框架结构的力计算与水平地震作用下的相同，横向框架力计算时，选取此框架结构中2号轴线所在榀框架来计算。

DijFi公式进行计计算2号轴线所在榀框架所承担的风的作用力，采用FijnDijj1算，计算过程见表6.8。

表6.8 2轴楼层的风作用力（单位：kN)

层次 4 3 2 1 Dij 48204 58068 58068 44894 ∑Di(N/mm) Fi/kN 133.1 171.7 152.6 158.5 Fij/kN 15.7 20.2 18.0 18.3 409860 493576 493576 389368

风荷载作用下框架的等效结点集中风荷载图、剪力图、弯矩图及轴力图由PKPM得出，如图6.6，图6.7，图6.8，图6.9所示。

图6.6 等效节点集中左风荷载

图6.7 风荷载作用下框架弯矩图(单位kN·m)

图6.8 风荷载作用下框架轴力图(单位：kN）

图6.9 风荷载作用下框架剪力图（单位：kN）

第7章 竖向荷载作用下框架结构的力计算

7.1 横向框架的力计算

7.1.1计算单元

取2轴线横向框架进行力计算，计算单元宽度为8.1m。由于房间布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图8.1中的水平阴影线所示，计算单元围的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以以集中力的形式传给横向框架，作用于各个节点上。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。根据板的长边/短边介于2和3之间，知板为双向板，板荷载传递路线如图8.1

图7.1 横向框架计算单元

7.1.2 荷载计算

图7.2 各层梁上作用的恒载

1. 恒载计算

在图7.2中，对于屋面层：

q1,q1'代表横梁自重，为均布荷载形式。 q14.03kN/m q1'=2.81 kN/m

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图7.1所示几何关系可得： q25.821.810.5kN/m q35.822.2511.7kN/m P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、屋面重等的重力荷载，计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)5.821222222

7.25.264.55.263.62.723.682.48.1265.4kN2117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.251.28.1)5.822222227.25.264.55.263.62.72250.4kN2集中力矩：

0.500.30 M1Pe265.426.54kNm 120.500.30M2P2e250.425.04kNm

2 在图7.2中，对于3层：

q1,q1'代表横梁及梁上墙体自重，为均布荷载形式。

q14.03+7.85=11.88kN/m q1'=2.81 kN/m

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图7.1所示几何关系可得：

q23.751.86.75kN/m q33.752.258.44kN/m

P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重、柱子

重和墙体重等的重力荷载，计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)3.7512222227.27.215.264.55.263.62.725.624.56.063.68.09+1047.8/36222234.3kN117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.251.28.1)2222227.27.213.755.264.55.263.62.725.624.56.063.68.09+

2227.26.361047.8/36293kN2集中力矩：

0.500.30 M1Pe234.323.43kNm 120.500.30 M2P2e29329.3kNm

2对于标准层：

q1,q1'代表横梁及梁上墙体的自重，为均布荷载形式。

q14.03+7.19=11.21kN/m q1'=2.81 kN/m

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图8.1所示几何关系可得：

q23.751.86.75kN/m q33.752.258.44kN/m

P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重、柱子

重和墙体重等的重力荷载，计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)3.7512222227.27.25.264.55.263.62.724.884.55.333.67.41973/3622238.4kN117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.251.28.1)2222227.27.23.755.264.55.263.62.725.684.55.713.67.41973/3622279.8kN集中力矩：

0.500.30M1Pe238.423.84kNm 120.500.30M2P2e279.827.98kNm

2由于底层柱子截面变化故:

0.600.30M1Pe238.435.76kNm 120.600.30M2P2e279.841.97kNm

2竖向永久荷载作用下板传来的线荷载（梯形荷载或三角形荷载）详细结果见下表7.1所示。

表7.1永久荷载作用下的梯形荷载或三角形荷载

楼层 位置 AB跨 一层～三层 BC跨 CD跨 AB跨 屋面 BC跨 CD跨 板传来的荷载(kN/m) 8.44/6.75 0 8.44/6.75 11.7/10.5 0 11.7/10.5 竖向永久荷载作用下的均布荷载见下表7.2所示。 表7.2永久荷载作用下的均布荷载

楼层 位置 AB跨 一层～二层 BC跨 CD跨 AB跨 三层 BC跨 CD跨 AB跨 屋面 BC跨 CD跨 梁自重(kN/m) 4.03 2.81 4.03 4.03 2.81 4.03 4.03 2.81 4.03 墙自重(kN/m) 7.19 0 7.19 7.85 0 7.85 0 0 0 竖向永久荷载作用下的集中荷载见下表7.3所示。 表7.3永久荷载作用下的集中荷载

楼层 位置 A轴 一层～二层 B轴 C轴 D轴 A轴 三层 B轴 C轴 D轴 A轴 屋面 B轴 C轴 D轴 集中荷载(kN) 238.4 279.8 279.8 238.4 234.3 293 234.3 293 265.4 250.4 250.4 265.4

竖向永久荷载作用下引起的节点偏心弯矩见下表7.4所示。 表7.4可变荷载作用下的偏心弯矩

楼层 位置 A轴 一层 B轴 C轴 D轴 A轴 二层 B轴 C轴 D轴 A轴 三层 B轴 C轴 D轴 A轴 四层 B轴 C轴 D轴 节点偏心弯矩(kNm) 35.76 41.97 41.97 35.76 23.84 27.98 27.98 23.84 23.43 29.3 29.3 23.43 26.54 25.04 25.04 26.54 竖向荷载作用下框架结构的力计算与水平荷载作用下的相同，均采用 PKPM软件进行计算，计算过程从略，力图如图7.3，图7.4，图7.5，图7.6所示。

图7.3 竖向恒载计算简图

图7.4竖向恒载作用下框架弯矩图(单位：kN·m）

图7.5竖向恒载作用下框架轴力图(单位：kN)

图7.6 竖向恒载作用下框架剪力图(单位：kN）

2.活荷载计算

根据《建筑结构荷载规》5.1.1条中的表5.1.1查得，一般情况下公共建筑楼面均布活荷载标准值为2.0kN/m2，走廊、卫生间楼面均布活荷载标准值为2.5kN/m2，根据表5.3.1查得上人屋面活荷载为2.0kN/m2。由《建筑结构荷载规》附录表E.5可知，地区基本雪压为0.40kN/m2。

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图7.3所示。

图7.3 各层梁上作用的活载

1. 活载计算

在图7.3中，对于屋面层：

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图8.1所示几何关系可得：

q22.01.83.6kN/m q32.02.254.5kN/m P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的集中荷载，计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)2.048.61kN1222222117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.251.28.1)2.0222222=68.05kN集中力矩：

0.500.30M1Pe48.614.86kNm 120.500.30M2P2e68.056.81kNm

2在图7.2中，对于3层：

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图8.1所示几何关系可得： q22.01.83.6kN/m q32.02.254.5kN/m P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的集中荷载计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)2.048.61kN1222222117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.25）2.0 2222221.28.12.5=72.35kN集中力矩：

0.500.30M1Pe=48.614.86kNm 120.500.30M2P2e72.357.24kNm

2由于底层柱子截面变化故:

0.600.30M1Pe48.617.29kNm 120.600.30M2P2e72.3510.86kNm

2竖向可变荷载作用下板传来的线荷载（梯形荷载或三角形荷载）详细结果见下表7.5所示。

表7.5可变荷载作用下的梯形荷载或三角形荷载

楼层 位置 AB跨 一层～四层 BC跨 CD跨

板传来的荷载(kN/m) 4.5/3.6 0 4.5/3.6

竖向可变荷载作用下的集中荷载见下表7.6所示。

表7.6 可变荷载作用下的集中荷载 楼层 位置 A轴 一层～三层 B轴 C轴 D轴 A轴 屋面 B轴 C轴 D轴 集中荷载(kN) 48.61 72.35 72.35 48.61 48.61 68.05 68.05 48.61 竖向可变荷载作用下引起的节点偏心弯矩见下表7.7所示。

表7.7 可变荷载作用下的集中荷载 楼层 位置 A轴 一层 B轴 C轴 D轴 A轴 二～三层 B轴 C轴 D轴 A轴 屋面 B轴 C轴 D轴

节点偏心弯矩(kNm) 7.29 10.86 10.86 7.29 4.86 7.24 7.24 4.86 4.86 6.81 6.81 4.86 同理，在屋面雪荷载作用下：

q2,q3为AB跨、CD跨房间传给横梁的梯形荷载，由图7.3所示几何关系可得： q20.41.80.72kN/m q30.42.250.9kN/m P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的集中荷载，计算如下：

117.23.617.22.71P(4.52.253.61.81.82.25)0.49.72kN1222222117.23.617.22.71P2(4.52.253.61.81.82.251.28.1)0.4222222=13.61kN 集中力矩：

0.500.300.97kNm 20.500.30M2P2e13.611.36kNm

2M1P1e9.727.1.3 力计算

竖向荷载作用下框架结构的力计算与水平荷载作用下的相同，均采用PKPM 软件进行计算，力图如图7.7，图7.8，图7.9，图7.10所示。

图7.7竖向活载(雪载)作用下的计算简图(单位：kN）

图7.8竖向活载(雪载)作用下框架弯矩图(单位：kN·m)

图7.9竖向活载(雪载)作用下框架轴力图(单位：kN)

图7.10竖向活载(雪载)作用下框架剪力图(单位：kN）

7.2 横向框架力组合

7.2.1结构抗震等级

结构的抗震等级可根据结构的类型、地震烈度、房屋高度等因素，结构类型为框架结构，7度设防，丙类建筑，根据《建筑抗震设计规》6.1.2条中表6.1.2确定。由表6.1.2可知，本工程的框架抗震等级为三级。 7.2.2框架梁力组合

此结构设计力组合采用12种力组合，即：

(1)1.2恒+1.41.0活+1.4*0.6风 (2)1.2恒+1.41.0活-1.4*0.6风 (3)1.2恒+1.4风+1.40.71.0活

(4)1.2恒-1.4风+1.40.71.0活

(5)1.35恒+1.4（0.71.0活+0.6风） (6)1.35恒+1.4（0.71.0活-0.6风） (7)1.0恒+1.4风 (8)1.0恒-1.4风

(9)1.2[恒+0.5(楼面活+屋面雪荷载)]+1.3地震 (10)1.2[恒+0.5(楼面活+屋面雪荷载)]-1.3地震 (11)1.0[恒+0.5(楼面活+屋面雪荷载)]+1.3地震 (12)1.0[恒+0.5(楼面活+屋面雪荷载)]-1.3地震

前八种组合来自于《建筑结构荷载规》3.2.3、3.2.4条的规定，为非地震力组合，后四种组合来自于《建筑抗震设计规》5.4.1条的规定，为地震力组合。后四种地震作用的组合根据《建筑抗震设计规》5.4.2条的规定应乘以承载力抗震调整系数RE，承载力抗震调整系数RE根据《建筑抗震设计规》5.4.2条中表5.4.2查得：混凝土框架结构的受弯构件的梁应取0.75；轴压比小于0.15的偏压构件柱取0.75；轴压比不小于0.15的偏压构件柱取0.80；各种受剪、偏拉构件取0.85。

力组合时，竖向荷载应进行弯矩调幅，支座调幅系数取0.8—0.9，一般取0.85。支座调幅后，跨中弯矩按如下方法调整：（1）恒荷载：若支座调幅为a和b，则跨中弯矩下降（a+b）/2。（2）活荷载：支座调幅后，跨中弯矩放大1.2倍，考虑活荷载不利布置对跨中影响。

进行框架梁的力计算时，要进行强剪弱弯的验算，根据《建筑抗震设计规》6.2.4条可知： 一、二、三级的框架梁和抗震墙的连梁，其梁端截面组合的剪力设计值应按下式调整：

以一层AB跨为例，取左震控制作用下的弯矩组合： AB梁的净跨 ln =6.24m q11.211.213.44kN/m

q21.2[8.440.5(4.5)]12.83kN/m

lrVRE[vb(MbMb)/lnVGb] (7.1)

q31.2[6.750.53.6]10.26kN/m

16.24+6.24-2.2526.24+6.24-1.82VGb[13.446.24(）12.83+(）10.26]222 90.3kN rlMb30.2kNm Mb192.6kNm故AB跨剪力：

V0.85[1.1(30.2/0.75192.6/0.75)/6.2490.3]121.27kN

框架梁的力组合，见附表2。

7.2.3框架柱力组合

进行框架柱的力组合时，要进行强柱弱梁的验算，根据《建筑抗震设计规》6.2.2

的规定，一、二、三、四级框架的梁柱节点处，除框架顶层和柱轴压比小于0.15者及框支梁与框支柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：

McMb c

式中：Mc—节点上下柱端截面顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值之和；

Mb—节点左右梁端截面顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值之和；

c—框架柱端弯矩增大系数；对于框架结构，一、二、三、四级可分别取1.7、1.5、1.3、1.2。

进行框架柱的力组合时，要进行强柱弱梁的验算，根据《建筑抗震设计规》6.2.5条规定：一、二、三、四级框架柱和框架柱组合的剪力设计值应按下式调整： Vvc(McbMct)/Hn (7.1) 式中：V—柱端截面组合的剪力设计值。 Hn—柱的净高。

Mcb、Mct—分别为柱的上下端顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值。

vc—柱剪力增大系数；对框架结构，一、二、三、四级可分别取1.5、1.3、1.2、1.1。

以一层B柱为例，

一层B节点左、右梁端弯矩：

MVb192.6146.70.5lll213.65kNm Mb0.750.8520.750.852MVb95.669.90.5106.9kNm Mbrrr0.750.8520.750.852一层B节点上、下柱端弯矩： M上117.7kNm M下-118.3kNm

M M M

B柱117.7118.3236kNm 213.65106.9320.55kNm

B梁ccMb1.3320.55416.7kNm

在节点处将其按弹性弯矩分配给上、下柱端，即：

117.7 MB下柱0.8416.7166.26kNm

236118.3 MB下柱0.8416.7167.1kNm

236 一层B柱底端的弯矩调整：

REMcREcMb1.3199.2258.96kNm 剪力组合：

t167.12kN· Mcb-259.09kN·m Mbm

V1.20.85(259.09/0.8167.12/0.8)/5.1106.5kN考虑地震作用组合的框架结构底层柱下端截面弯矩设计值，对三级抗震等级应按考虑地震作用组合的弯矩设计值乘以系数1.3确定。

框架柱的力组合，见附表3、4、5.

第8章 截面设计

8.1 框架梁截面设计

框架梁采用C30的混凝土，其设计强度：fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2。钢筋选用HRB400，fyfy'＝360 N/mm2，箍筋选用HRB400，fyfy'＝360N/mm2，取一层AB跨梁为例进行设计，说明计算方法和过程，其他层梁的配筋计算结果见表8.1,9.2。

8.1.1梁的正截面受弯承载力计算

从附表1中选出AB跨跨间截面及支座截面处的最不利力，并将支座中心的弯矩换算到支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。 支座弯矩

199.9145.20.5223.83kNm 0.750.852192.6146.70.6MB213.65kNm

0.750.852MAREMA0.75223.83167.87kNm

REMB0.75205160.24kNm

跨间弯矩Mmax161.4kNm

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。 翼缘的计算宽度b'f：

l72002400mm 33按梁净距sn考虑： b'fbsn(3006900)mm7200mm

按梁跨度l考虑： b'f按翼缘高度h'f考虑： b'fb12h'f(30012120)mm1740mm 根据b'f取以上三者中的最小值的要求，最后取b'f=1740mm。

梁纵向钢筋采用HRB400级钢筋fy=fy'=360N/mm2，b0.518，根据《混凝土结构设计规》8.2.1条可知梁的最小保护层厚度：一类环境取20mm。

即 as2081038mm 取as45mm hohas60045555mm 1.下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为：

hf1201fcbfh（h-）1.014.31740120（555-）1478kNm>161.4kN∙m f022

属第一类T形截面

161.41060.021 s221.014.317405551fcbfh0M

1-1-2s1-1-20.0210.021b0.518

As1fcbfh0/fy0.0211.014.31740555805.6mm2

360

故取320（As=942mm2）

验算适用条件：由《混凝土结构设计规》11.3.6条查得：框架梁纵向受拉钢筋的最小配筋率，抗震等级为三、四级的框架梁，跨中截面的配筋最小配筋率取0.2%和0.45 f t / f y中的较大值。由11.3.7条查得：梁端纵向受拉钢筋的配筋率不宜大于2.5%，对三、四级抗震等级，钢筋直径不应小于12mm。根据《建筑抗震设计规》6.3.3条规定：梁端计入受压钢筋的混凝土受压区高度和有效高度之比，一级不应大于0.25，二、三级不应大于0.35。根据《建筑抗震设计规》6.3.3条规定：梁端截面的底面和顶面纵向钢筋配筋量的比值，除按计算确定外，一级不应小于0.5，二、三级不应小于0.3。即：

minmax(0.20%,0.45ft/fy)max(0.20%,0.451.43/360)0.20% As9420.523%

bh300600故 min，满足要求。

2.支座A上部：

将下部跨间的220钢筋深入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（As'=628mm2），再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部：

Mu1sfcbh02fyA（sh0-as）

6Mu-fyA（（555-45）sh0-as）167.8710-360628s0.04

1fcbh021.014.330055522as'90112s0.040.163

h0555说明As富裕，且达不到屈服。可近似取

167.87106As914mm2

360（555-45）f（yh0-as）M

实取320（As=942mm2） 验算适用条件：

即 minmax(0.25%,0.55ft/fy)max(0.25%,0.551.43/360)0.25%



As9420.523% bh300600max2.5%

故 minmax

As628同时0.67>0.3，满足要求。

A942 s 3.支座Bl上部：

6Mu-fyA（（555-45）sh0-as）160.2410-360628s0.034 221fcbh01.014.3300555

2as'90112s1120.035=0.0350.163 h0555说明As富裕，且达不到屈服。可近似取

160.24106As872.8mm2

360（555-45）f（yh0-as）M

实取320（As=942mm2） 验算适用条件：

即 minmax(0.25%,55ft/fy)max(0.25%,551.43/360)0.25% 

As9420.523% bh300600max2.5%

故 minmax

As628同时0.67>0.3，满足要求。

A942 s

表8.1框架梁纵向钢筋计算表 层次 M/ kN·m fc/ N/mm2 b'f/ mm h0/m A's/ mm2 As/mm2 实际配筋As/mm2 截面 αs ξ As,As /% A B左 AB跨间 一B右 层 C左 BC跨间 A B左 AB跨间 二B右 层 C左 BC跨间 A 四层 B左 AB跨间 B右 C左 BC跨间 167.87 160.24 161.4 81.38 81.38 5.9 142.34 138.2 165.3 79.17 79.07 18.7 79.23 92.75 188.3 32.01 34.23 30.9 14.3 300 555 14.3 300 555 14.3 1740 555 14.3 300 405 14.3 300 405 14.3 800 405 14.3 300 555 14.3 300 555 14.3 1740 555 14.3 300 405 14.3 300 405 14.3 800 405 14.3 300 555 14.3 300 555 14.3 1740 555 14.3 300 405 14.3 300 405 14.3 800 405 0.040 0.034 0.021 <0 <0 0.003 0.020 0.017 0.022 <0 <0 0.010 <0 <0 0.025 <0 <0 0.016 0.041 0.035 0.021 <0 <0 0.003 0.021 0.017 0.022 <0 <0 0.010 <0 <0 0.025 <0 <0 0.017 628 628 509 509 628 628 628 628 509 509 509 509 914.3 320(942) 872.8 320(942) 816.5 320(942) 627.9 220(628) 627.9 220(628) 40.5 218(509) 775.3 320(942) 752.7 320(942) 836.4 320(942) 610.9 220(628) 610.1 218(509) 128.9 218(509) 431.5 218(509) 505.2 218(509) 954.3 418(1017) 247.0 218(509) 264.1 218(509) 213.7 218(509) 0.67 0.67 - 0.81 0.81 - 0.67 0.67 - 1.00 1.00 - 1.00 1.00 - 1.00 1.00 - 0.52 0.52 0.52 0.35 0.35 0.28 0.52 0.52 0.52 0.28 0.28 0.28 0.28 0.28 0.57 0.28 0.28 0.28 8.1.2梁的斜截面受剪承载力计算

根据《混凝土结构设计规》11.3.3条可知：考虑地震组合的矩形、T形、I形截面框架梁，当跨高比大于2.5时，其受剪截面应符合下列条件：

1(0.20cfcbho) (8.1) VbRE 当跨高比不大于2.5时，其受剪截面应符合下列条件： 1(0.15cfcbho) (8.2) VbRE若选取的组合为非地震组合，根据《混凝土结构设计规》6.3.1可知，矩形、T形和I形截面受弯构件的受剪截面应符合下列条件：

当hw/b≤4时

V≤0.25cfcbho (8.3) 当hw/b≥6时

V≤0.20cfcbho (8.4)

当4AB梁净跨ln6900mm，梁截面的腹板高度hwhoh'f555120435mm。 跨高比：ln/hw6900/43515.862.5

REV145.2kN0.20cfcbho0.201.014.3300555476.19kN 故满足截面尺寸要求。

因为hw/b435/3001.454,

145.2Vmax167.9kN0.25cfcbho0.251.014.33005551190.48kN

故按非抗震组合来计算。 验算是否按计算配置箍筋：

根据《混凝土结构设计规》6.3.4条规定：当仅配置箍筋时，矩形、T形和I形截面受弯构件的斜截面受剪承载力应符合下列规定：

VfbhfAsvh (8.5)

cscvtoyvos cv—斜截面混凝土受剪承载力系数，对于一般受弯构件取0.7；对集中荷载作用（包括作用有多种荷载，其中集中荷载对支座截面或节点边缘所产生的剪力值占

1.75总剪力的75％以上的情况）的独立梁，取cv为，λ为计算截面的剪跨比，可

1a取λ=，a为集中荷载作用点至支座边缘截面或节点边缘的距离，当λ小于1.5时，

ho取1.5，当λ大于3时，取3。

cvftbho0.71.43300555166.7kNVmax167.9kN

故需要按计算配置箍筋。

nAsv1Vmaxαcvftbho167.91030.71.43300555 0.0062mm2/mm

sfyvho360555按《建筑抗震设计规》6.3.3中规定：建筑抗震等级为三级的框架梁，梁端箍筋

加密区长度取max{1.5hb,500}，箍筋最大间距取min{hb/4,8d,150}，箍筋最小直径为8 mm。

加密区长度：lmax(1.5hb,500)max(1.5600,500)900mm

加密区箍筋最大间距：smin(8d,hb/4,150)min(820,600/4,150)150mm 因此加密区箍筋间距取100mm，非加密区箍筋间距取150mm，满足要求。 选用8100，实有

nAsv1250.3 1.006mm2/mm

s100根据《混凝土结构设计规》11.3.9条规定：梁端设置的第一个箍筋距框架节点边缘不应大于50mm。非加密区的箍筋间距不宜大于加密区箍筋间距的2倍。 沿梁全长箍筋的面积配筋率ρsv应符合下列规定：对于抗震等级为三级的框架梁

sv0.26ftfyv1.430.103%360

svmin0.26svnAsv1250.30.335%svmin0.103%，满足要求。 bs300100根据《混凝土结构设计规》11.3.8条规定：梁箍筋加密区长度的箍筋肢距：一

级抗震等级，不宜大于200mm和20倍箍筋直径的较大值；二、三级抗震等级，不宜大于250mm和20倍箍筋直径的较大值；各抗震等级下，均不宜大于300mm。

箍筋肢距：c3002028252mm<300mm

cmaxmax(250,20d)max(250,208)250mm

表8.2框架梁箍筋数量统计表 层次 截面 BC跨 BC跨 nAsv1REVmax0.6cvftbho加密区 sfyvho实配钢筋 REV0.20cfcbho 非加密区实配 双肢8150 双肢8150 sv﹪ 0.335 0.335 svmin﹪ 0.103 0.103 一层 二层 117.0 102.6 347.49 347.49 0.302 0.203 双肢8100 双肢8100

表8.3框架梁箍筋数量统计表 层次 截面 nAsv1VmaxcvftbhosfyvhoV0.25cfcbho 加密区 实配钢筋 非加密区实配 双肢8150 双肢8150 双肢8150 双肢8150 sv﹪ 0.335 svmin﹪ 0.103 一层 AB跨 AB跨 AB跨 BC跨 167.9 595.24 595.24 595.24 595.24 0.006 双肢8100 二层 168.1 155.4 59.8 0.007 -0.056 -0.535 双肢8100 双肢8100 双肢8100 0.335 0.103 0.335 0.103 0.335 0.103 四层

8.2 框架柱截面设计

框架柱采用C30的混凝土，其设计强度：fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2。钢筋选用HRB400，fyfy'＝360 N/mm2，箍筋选用HRB400，fyfy'＝360N/mm2，选

取了底层的中柱B—2和边柱A—2为例进行详细的过程计算，其它框架柱的计算过程从略，计算结果见表8.5，8.6。 8.2.1剪跨比和轴压比的验算

根据《混凝土结构设计规》8.2.1条可知柱的最小保护层厚度：一类环境取20mm；二类a取25mm；二类b取35mm。

即 as2081038mm 取as45mm hohas60045555mm 根据《建筑抗震设计规》6.3.6条规定：对于抗震等级为三级的框架结构轴压比限值为0.85，剪跨比>2,计算结果见表8.4，表中的弯矩、剪力、轴力都不考虑承载力抗震调整系数。由表可知剪跨比和轴压比都符合规要求。

表8.4柱的剪跨比和轴压比验算 b /mm 500 500 500 600 500 500 500 600 h0 /mm 455 455 455 555 455 455 455 555 fc /N/mm2 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 Mc /kN·m 119.9 126.5 131.13 222.5 Vc /kN 69.46 82.71 97.61 131.25 N /kN 614 1199.8 1790.2 2443.7 636.1 1342.9 2034.1 2787.4 柱号 层次 四层 三层 二层 一层 四层 三层 二层 一层 McVch03.79 3.36 2.95 3.05 2.79 2.41 3.85 3.60 Nfcbh0A柱 B柱 141.25 111.14 158.5 144.74 178.88 250.25 102.12 125.35 0.19 0.37 0.55 0.51 0.20 0.41 0.63 0.59 8.2.2一层A柱的正截面承载力计算

根据A柱的力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利的力，进行配筋计算。

A节点右侧梁端弯矩：

199.9145.20.5Mbr223.83 kN∙m

0.750.852A节点上、下柱端弯矩：

M上74.5kN∙m M下73.7kN∙m

m M74.573.7148.2kN·

M223.83kN·m MM1.3223.83290.98kN·m，在节点处将其按弹性弯矩分配给

A柱A梁ccb上、下柱端，即：

MA上柱290.98MA下柱74.5146.28kN·m 148.273.7290.98144.70kN·m

148.2REMA上柱0.8146.28117.02kN·m

REMA下柱0.8144.70115.76kN·m

A柱底端的弯矩调整：REMcREcMb0.81.31.第一种组合：Mmax及对应的N

Mmax=231.4kN·m，N=1685.6kN

根据《混凝土结构设计规》6.2.20条规定：框架结构各层柱的计算长度，对于现浇楼盖，底层柱的计算长度lc1.0H，其余各层柱的计算长度lc1.25H。 根据《混凝土结构设计规》6.2.3规定，弯矩作用平面截面对称的偏心受压构件，当同一主轴方向的杆端弯矩比M1/M2不大于0.9且轴压比不大于0.9时，若构件的长细比满足公式lc/i≤34-12(M1/M2) 的要求，可不考虑轴向压力在该方向挠曲杆件中产生的附加弯矩影响。

式中：M1、M2分别为已考虑侧移影响的偏心受压构件两端截面按结构弹性分析确定的对同一主轴的组合弯矩设计值,绝对值较大端为M2, 绝对值较小端为M1，当构件按单曲率弯曲时，M1/ M2取正值，否则取负值；lc为构件的计算长度；i为偏心方向的截面回转半径。

M115.650.50.9 1M2231.4N1685.6103/0.8 0.510.9

fcA14.3600555 lc=5700mm

bh360060031.081010mm4 I1212178m 231.4kN·

0.80I1.081010 i173.205mm

A600600lc/i=5700/173.205=32.91>34+12(M1/M2)=34+12×0.5=40,故不考虑附加弯矩的影响。

对称配筋：

N=fbh1.014.30.5186005552466.67kNN1685.6

b1cb0截面为大偏心受压。

M231.4106137.28mm e0N1685.6103heamax,20mm20mm

30eieoea137.2820157.28mm

N1685.6103x196.46mm2as90mm 1fcb14.3600eeih/2as157.28600/245412.28mm

AsAsNe1fcbx(h00.5x))fy(h0as1685.6103412.28-1.014.3600196.46（555-0.5196.46）

0360（555-45）按构造配筋故按构造配筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级，钢筋强度标准值为400Mpa，柱纵向受力钢筋的最小总配筋率为0.7%+0.05%=0.75%。同时每一侧配筋率不应小于0.2％。

再根据《建筑抗震设计规》6.3.8条规定：柱的纵向钢筋宜对称配置；截面边长大于400mm的柱，纵向钢筋间距不宜大于200mm；柱总配筋率不应大于5％。

As1,minminbh0.2%600600720mm2

As,minminbho0.75%6006002700mm2

As,maxmaxbho5%60055516650mm2

选1218，As3054mm2，As1254.54=1018mm2

As,minAsAs,max，As1As1,min

故满足要求。

2. 第二种组合：Nmax及对应的M 柱顶：Nmax=2368.1kN,M=32.4kN·m

柱底：Nmax=2443.7kN,M=-59.5kN·m

此组力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。

M32.40.5450.9 1M259.5N2443.7103 0.4750.9

fcA14.3600600 lc=5700mm

bh360060031.081010mm4 I1212I1.081010 i173.205mm

A600600lc/i=5700/173.205=32.91≤34-12(M1/M2)=34-12×(-0.545)=40.54,故不考虑附加弯矩的影响。

对称配筋：

N=fbh1.014.30.5186005552466.67kNN2443.7kN

b1cb0截面为大偏心受压。

M59.510624.35mm e03N2443.710heamax,20mm20mm

30eieoea24.352044.35mm

N2443.7103x284.81mm2as90mm 1fcb14.3600eeih/2as44.35600/245299.35mm

AsAsNe1fcbx(h00.5x))fy(h0as2443.7103299.35-1.014.3600284.81（555-0.5284.81）

0360（555-45）故按构造要求配筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级，钢筋强度标准值为400Mpa，柱纵向受力钢筋的最小总配筋率为0.7%+0.05%=0.75%。同时每一侧配筋率不应小于0.2％。

再根据《建筑抗震设计规》6.3.8条规定：柱的纵向钢筋宜对称配置；截面边长大于400mm的柱，纵向钢筋间距不宜大于200mm；柱总配筋率不应大于5％。

As1,minminbh0.2%600600720mm2

As,minminbho0.75%6005552497.5mm2

As,maxmaxbho5%60055516650mm2

选1218，As3054mm2，As1254.54=1018mm2 As,minAsAs,max，As1As1,min

故满足要求。

3.第三种组合：Nmin及对应的M，一般情况下，不起控制作用，故不予考虑。 8.2.3一层B柱的正截面承载力计算

根据B柱的力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利的力，进行配筋计算。 一层B节点左、右梁端弯矩：

MVb192.6146.70.5l Mbll213.65kNm

0.750.8520.750.852MVb95.669.90.5 Mbrrr106.9kNm

0.750.8520.750.852一层B节点上、下柱端弯矩： M上117.7kNm M下-118.3kNm

M M M

B柱117.7118.3236kNm 213.65106.9320.55kNm

B梁ccMb1.3320.55416.7kNm

在节点处将其按弹性弯矩分配给上、下柱端，即：

117.7166.26kNm 236118.3 MB下柱0.8416.7167.1kNm

236 一层B柱底端的弯矩调整：

REMcREcMb1.3200.2260.26kNm

MB下柱0.8416.7 1.第一种组合：Mmax及对应的N Mmax=260.26kN·m，N=1924.9kN

根据《混凝土结构设计规》6.2.20条规定：框架结构各层柱的计算长度，对于现浇楼盖，底层柱的计算长度lc1.0H，其余各层柱的计算长度lc1.25H。

根据《混凝土结构设计规》6.2.3规定，弯矩作用平面截面对称的偏心受压构件，当同一主轴方向的杆端弯矩比M1/M2不大于0.9且轴压比不大于0.9时，若构件的长细比满足公式lc/i≤34-12(M1/M2) 的要求，可不考虑轴向压力在该方向挠曲杆件中产生的附加弯矩影响。

式中：M1、M2分别为已考虑侧移影响的偏心受压构件两端截面按结构弹性分析确定的对同一主轴的组合弯矩设计值,绝对值较大端为M2, 绝对值较大端为M1，当构件按单曲率弯曲时，M1/ M2取正值，否则取负值；lc为构件的计算长度；i为偏心方向的截面回转半径。

M167.10.640.9 1M2260.26N1924.9103/0.8 0.590.9

fcA14.3600555 lc=5700mm

bh360060031.081010mm4 I1212I1.081010 i173.205mm

A600600lc/i=5700/173.205=32.91>34+12(M1/M2)=34+12×0.64=41.68,故不考虑附加弯矩的影响。

对称配筋：

N=fbh1.014.30.5186005552466.67kNN1924.9kN

b1cb0截面为大偏心受压。

M260.26106135.21mm e0N1924.9103heamax,20mm20mm

30eieoea135.2120155.21mm

N1924.9103x224.35mm2as90mm 1fcb14.3600eeih/2as155.21600/245410.21mm

AsAsNe1fcbx(h00.5x))fy(h0as1924.9103410.21-1.014.3600284.81（555-0.5284.81）

0360（555-45）故按构造要求配筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级，钢筋强度标准值为400Mpa，柱纵向受力钢筋的最小总配筋率为0.7%+0.05%=0.75%。同时每一侧配筋率不应小于0.2％。

再根据《建筑抗震设计规》6.3.8条规定：柱的纵向钢筋宜对称配置；截面边长大于400mm的柱，纵向钢筋间距不宜大于200mm；柱总配筋率不应大于5％。

As1,minminbh0.2%600600720mm2

As,minminbho0.75%6005552497.5mm2

As,maxmaxbho5%60055516650mm2

选1218，As3054mm2，As1254.54=1018mm2 As,minAsAs,max，As1As1,min 故满足要求。

2. 第二种组合：Nmax及对应的M

柱顶：Nmax=2716.8kN,M=37.7kN·m

柱底：Nmax=2787.4kN,M=-61.6kN·m

此组力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。

M37.70.6120.9 1M261.6N2787.4103 0.540.9

fcA14.3600600 lc=5700mm

bh360060031.081010mm4 I1212I1.081010 i173.205mm

A600600lc/i=5700/173.205=32.91≤34-12(M1/M2)=34-12×(-0.612)=41.34,故不考虑附加弯矩的影响。

对称配筋：

N=fbh1.014.30.5186005552466.67kNN2787.4kN

b1cb0截面为小偏心受压。

M61.6106e022.10mm

N2787.4103heamax,20mm20mm

30eieoea22.102042.10mm

eeih/2as42.10600/245297.10mm

由10.8，又Nb1fcbh0bNe0.431fcbh021fcbh0(1b)(h0s')

2787.41030.51814.36005550.5182787.4103297.100.4314.3600555214.3600555

(0.80.518)(55545)0.64b0.5182Ne1fcbh0(10.5)AsAsfy(h0as)2787.4103297.1014.360055520.64(10.50.64)0

36055545故按构造要求配筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级，钢筋强度标准值为400Mpa，柱纵向受力钢筋的最小总配筋率为0.7%+0.05%=0.75%。同时每一侧配筋率不应小于0.2％。

再根据《建筑抗震设计规》6.3.8条规定：柱的纵向钢筋宜对称配置；截面边长大于400mm的柱，纵向钢筋间距不宜大于200mm；柱总配筋率不应大于5％。

As1,minminbh0.2%600600720mm2

As,minminbho0.75%6005552497.5mm2

As,maxmaxbho5%60055516650mm2

选1218，As3054mm2，As1254.54=1018mm2 As,minAsAs,max，As1As1,min故满足要求。

3.第三种组合：Nmin及对应的M，一般情况下，不起控制作用，故不予考虑。

表8.5 柱配筋计算

层柱次 号 A B A B A B A B M /(kN·m) 119.9 83.2 113.0 63.7 117.51 85.7 164.87 49.6 127.5 46.7 166.27 3.1 231.4 59.5 260.26 61.6 N Nb /kN 568.9 614 347.2 636.1 803.9 1199.8 789.7 1342.9 1222.9 1790.2 1228.5 2034.1 1685.6 2443.7 1924.9 2787.4 /kN 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 1685.2 2466.7 2466.7 2466.7 2466.7 偏心 大 大 大 大 大 大 大 大 大 小 大 小 大 大 大 小 e0 /mm ei /mm x/mm e /mm  As /mm2 实际配筋 /mm2 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 618(1272) 四层 三层 二层 一层 210.76 135.50 325.46 100.14 146.17 71.43 208.78 36.93 104.26 26.09 135.34 1.52 137.28 24.35 135.21 22.10 230.76 155.50 345.46 120.14 166.17 91.43 228.78 56.93 124.26 46.09 155.34 21.52 157.28 44.35 155.21 42.10 79.57 85.87 48.56 88.97 112.43 167.80 110.45 187.82 171.03 250.38 171.82 284.49 196.46 284.81 224.35 324.87 435.76 360.50 550.46 325.14 371.17 296.43 433.78 261.93 329.26 251.09 0.58 360.34 226.52 0.72 412.28 299.35 410.21 297.10 0.64 79.17 <0 281.67 <0 <0 <0 181.91 <0 <0 <0 <0 <0 <0 <0 <0 <0 8.2.4 A柱斜截面受剪承载力计算

由前可知，A柱的柱端弯矩设计值

Mct144.7kN·m

对于抗震等级为三级的框架柱，柱底弯矩设计值

178m Mcb1.3289.25kN·

0.80则框架柱的剪力设计值

MctMcb144.7289.25 V1.21.2102.1kN

Hn5.70.6《混凝土结构设计规》GB50010-2010中的11.4.6规定，考虑地震组合的矩形截

面框架柱和框支柱，其受剪截面应符合：

剪跨比λ大于2的框架柱

Vc1RE(0.2cfcbh0)

式中：λ—框架柱、框支柱的计算剪跨比，取M/(Vh0) 。

11Vc102.1kN(0.20cfcbho)0.201.014.36005551120.45kN

RE0.85故柱截面尺寸满足要求。

Mc222.5剪跨比 c3.933（取3.0）

Vho102.10.555取与Mc、Vc相对应的轴力计算，根据《混凝土结构设计规》11.4.7条规定：考虑地震组合的矩形截面框架柱或框支柱，其斜截面受剪承载力计算应符合下列规定

VcAsv11.05fbhfh0.056N (8.7) toyvoRE1s —框架柱或框支柱的剪跨比；当小于1.0时，取1.0；当大于3.0时，取

3.0。

N—考虑地震组合的框架柱、框支柱轴向压力的设计值，当N大于0.3f c A时， 取0.3f c A。

N1685.6/0.82107kN0.3fcA0.314.36006001544.4kN 所以取N=1544.4kN

AsvsREV1.05fbh0.056N1to (8.8)

fyvho

0.85102.11031.05 1.436005550.0561544.4103310360555故该层柱应按构造配置箍筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级的框架柱的箍筋加密区的箍筋间距，取8d和150（柱根100）中的较小值，箍筋最小直径取8mm。

min818,150100mm smin8d,150(柱根100）（柱根100）柱端加密区的箍筋选用4肢8100。由上面的计算可得一层A柱底的轴压比

u=0.51，由《混凝土结构设计规》中表11.4.17查得λv=0.092，根据《建筑抗震设计规》6.3.9规定：

1.柱的箍筋加密围，应按下列规定采用：

1)柱端，取截面高度(圆柱直径)、柱净高的1／6和500mm三者的最大值； 2)底层柱的下端不小于柱净高的1／3； 3)刚性地面上下各500mm；

4)剪跨比不大于2的柱、因设置填充墙等形成的柱净高与柱截面高度之比不大于4的柱、框支柱、一级和二级框架的角柱，取全高。

2. 柱箍筋加密区的箍筋肢距，一级不宜大于200mm，二、三级不宜大于250mm，四级不宜大于300mm。至少每隔一根纵向钢筋宜在两个方向有箍筋或拉筋约束；采用拉筋复合箍时，拉筋宜紧靠纵向钢筋并钩住箍筋。

3 柱箍筋加密区的体积配箍率，应按下列规定采用：

f vvc (8.9)

fyv v—柱箍筋加密区的体积配箍率，一级不应小于0.8%，二级不应小于0.6%，三、四级不应小于0.4%；

fc—混凝土轴心抗压强度设计值；当强度等级低于C35时,按C35取值.;

fyv—箍筋或拉筋抗拉强度设计值； v—最小配箍特征值。 即： v,minvfcfyv0.09216.70.426%0.4%

360AsvvAcor0.4265445440.29 sl1008544i取8，Asv50.3mm2，则s173.44mm。根据构造要求，取加密区箍筋4肢8100。 根据规规定：

5100l,500850mm，取柱端加密区长度 maxh,n,500max600,66900mm。

l5100底层柱下端加密区长度 n2700mm，取2700mm。

33柱与一层刚性地面交接处上下各500mm。

根据《建筑抗震设计规》6.3.9条第4条规定：柱箍筋非加密区的箍筋配置，应符合下列要求：

6)柱箍筋非加密区的体积配箍率不宜小于加密区的50％。

2)箍筋间距，一、二级框架柱不应大于10倍纵向钢筋直径，三、四级框架柱不应大于15倍纵向钢筋直径。

即 s15d1518270mm 故取非加密区箍筋4肢8200。

8.2.5 B柱斜截面受剪承载力计算

由前可知，B柱的柱端弯矩设计值

Mct208.9kN·m

对于抗震等级为三级的框架柱，柱底弯矩设计值

200.2m Mcb1.3325.3kN·

0.80 则框架柱的剪力设计值

MctMcb208.9325.3 V1.21.2125.7kN

Hn5.70.6 《混凝土结构设计规》GB50010-2010中的11.4.6规定，考虑地震组合的矩形截面框架柱和框支柱，其受剪截面应符合：

剪跨比λ大于2的框架柱 Vc1RE(0.2cfcbh0) (8.10)

式中：λ—框架柱、框支柱的计算剪跨比，取M/(Vh0) 。

11(0.20cfcbho)0.201.014.36005551120.4kN Vc125.7kNRE0.85故柱截面尺寸满足要求。

Mc250.25剪跨比 c3.603

Vho125.40.555取与Mc、Vc相对应的轴力计算，根据《混凝土结构设计规》11.4.7条规定：考虑地震组合的矩形截面框架柱或框支柱，其斜截面受剪承载力计算应符合下列规定

VcAsv11.05fbhfh0.056Ntoyvo (8.11 ) RE1s式中：λ—框架柱、框支柱的计算剪跨比，取M/(Vh0)；当λ小于1.0时，取1.0；

当λ 大于3.0时，取3.0；

N—考虑地震组合的框架柱、框支柱的轴向压力设计值，当大于0.3fcA时， 取0.3fcA，此处，A为构件的截面面积。

N1924.9/0.82406.1kN0.3fcA0.314.36006001544.4kN 所以取N=1544.4 kN

AsvsREV1.05fbh0.056N1to (8.12)

fyvho

0.85125.71031.05 1.436005550.0561544.4103310360555故该层柱应按构造配置箍筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.6条规定：对于抗震等级为三级的框架柱的箍筋加密区的箍筋间距，取8d和150（柱根100）中的较小值，箍筋最小直径取8mm。

min818,150100mm smin8d,150(柱根100）（柱根100）柱端加密区的箍筋选用4肢8100。由上面的计算可得一层B柱底的轴压比

u=0.59，由《混凝土结构设计规》中表11.4.17查得λv=0.108，根据《建筑抗震设计规》6.3.9规定：

1.柱的箍筋加密围，应按下列规定采用：

1)柱端，取截面高度(圆柱直径)、柱净高的1／6和500mm三者的最大值； 2)底层柱的下端不小于柱净高的1／3； 3)刚性地面上下各500mm；

4)剪跨比不大于2的柱、因设置填充墙等形成的柱净高与柱截面高度之比不大于4的柱、框支柱、一级和二级框架的角柱，取全高。

2. 柱箍筋加密区的箍筋肢距，一级不宜大于200mm，二、三级不宜大于250mm，四级不宜大于300mm。至少每隔一根纵向钢筋宜在两个方向有箍筋或拉筋约束；采用拉筋复合箍时，拉筋宜紧靠纵向钢筋并钩住箍筋。

3 柱箍筋加密区的体积配箍率，应按下列规定采用：

f vvc (8.13)

fyvv—柱箍筋加密区的体积配箍率，一级不应小于0.8%，二级不应小于0.6%，三、

四级不应小于0.4%；

fc—混凝土轴心抗压强度设计值；当强度等级低于C35时,按C35取值.; fyv—箍筋或拉筋抗拉强度设计值；

v—最小配箍特征值。按表11.4.17采用.

f0.10816.70.501%0.4% 即： v,minvcfyv360AsvvAcor0.5015445440.34 s1008544li取8，Asv50.3mm2，则s147.9mm。根据构造要求，取加密区箍筋4肢8100。

根据规规定：

5100l,500850mm，柱端加密区长度 maxh,n,500max500,取900mm。 66l5100底层柱下端加密区长度 n2700mm，取2700mm。

33柱与一层刚性地面交接处上下各500mm。

根据《建筑抗震设计规》6.3.9条第4条规定：柱箍筋非加密区的箍筋配置，应符合下列要求：

1)柱箍筋非加密区的体积配箍率不宜小于加密区的50％。

2)箍筋间距，一、二级框架柱不应大于10倍纵向钢筋直径，三、四级框架柱不应大于15倍纵向钢筋直径。

即 s15d1518270mm

故取非加密区箍筋4肢8200。

表8.6 框架柱箍筋数量统计表 层次 四层 二层 一层 截面 A柱 B柱 A柱 B柱 A柱 B柱 REV59.0 70.3 94.5 123.0 86.8 106.6 0.20cfcbho 952.38 952.38 952.38 952.38 952.38 952.38 N/kN 603.8 468.88 1528.63 1535.63 2107 2406.13 0.3fcA/kN 1544.4 1544.4 1544.4 Asv/mmS <0 <0 <0 <0 <0 <0 加密区 实配 非加密区实配 4肢8100 4肢8200 4肢8100 4肢8200 4肢8100 4肢8200 4肢8100 4肢8200 4肢8100 4肢8200 4肢8100 4肢8200 1544.4 1544.4 1544.4 8.3 框架梁柱节点核心区截面抗震验算

8.3.1规规定

1.《建筑抗震设计规》中的D.1.1规定：一、二、三级框架梁柱节点核芯区组合的剪力设计值V，应按下列公式确定：

hb0-as Vj (8.14) （1-）Hc-hbhb0-asjbMb 式中：Vj— 梁柱节点核心区组合的剪力设计值； hb0—梁截面的有效高度；

 as—梁受压钢筋合理点至受压边缘的距离；

Hc—柱的计算高度，可采用上、下柱反弯点之间的距离； hb—梁截面高度；

ηjb—强节点系数，抗震等级为三级的框架宜取1.2；

∑Mb—节点左右梁端截面顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值之和；

2.《建筑抗震设计规》中的D.1.2规定，核芯区截面有效验算宽度，应按下列规定采用：

1）核芯区截面有效验算宽度，当验算方向的梁截面宽度不小于该侧柱截面宽度的1/2时，可采用该侧柱截面宽度。

2）当梁、柱的中线不重合且偏心距不大于柱宽的1/4时，核芯区的截面有效验算宽度可采用上款和下式计算结果的较小值。

bj=0.5(bb+bc)+0.25hc-e

3.《建筑抗震设计规》中的D.1.3规定，节点核心区组合的剪力设计值，应符合下列要求：

Vj1RE(0.30jfcbjhj) (8.15)

式中：ηj—正交梁的约束影响系数，可采用1.5； hj—节点核心区的截面高度。

4.《建筑抗震设计规》中的D.1.3规定，节点核芯区截面抗震受剪承载力，应采用下列公式进行验算：

bjhb0as'1 Vj (8.16) 1.1jftbjhj0.05jNfyvAsvjREbcs N—对应于组合剪力设计值的上柱组合轴向压力较小值，其取值不应大于柱的

截面面积和混凝土轴心抗压强度设计值的乘积的50%，当为拉力时，取N0； Asvj—核芯区有效验算宽度围同一截面验算方向的箍筋的总截面面积； 5.根据《混凝土结构设计规》规定：

1）框架节点区箍筋的最大间距、最小直径为：抗震等级为三级的箍筋最大间距是min(纵向钢筋直径的8倍，150mm(柱根100mm))。

2)对一、二、三级抗震等级的框架节点核心区，配箍特征值λv分别不宜小于0.12、0.10和0.08，且其箍筋体积配筋率分别不宜小于0.6％、0.5％和0.4％。当框架柱的剪跨比不大于2时，其节点核心区体积配箍率不宜小于核心区上、下柱端体积配箍率中的较大值。

8.3.2一层A节点核芯区截面验算

由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核心区的剪力设计值，梁截面的高度和有效高度为：

hb=600mm，hb0=600-45=555mm

199.9m（右震） Mb0.75266.5kN·

11Hc5.73.93.85m

32剪力设计值:

jbMbhb0-as1.2266.5106555-45Vj（1-）（1-）528.7kNH-h555-453850-600hb0-ascb

因为 1) bb=300mm≥600/2=300，故取bj=bc=500mm；

112)e（600-300)150mm600150mm24

bj0.5（600+300)+0.25600-150450mm

所以bj=min(500mm,450mm)=450mm, hj=450mm

1(0.30jfcbjhj)1（0.301.514.3450450）1533kN＞Vj528.7kN 0.85 RE满足要求。

节点核芯区的受剪承载力计算时，N取二层柱底轴力N=1222.9/0.8=1528.6kN和0.5fcA=0.5×14.3×6002=2574kN二者中的较小者，故取N=1528.6kN。设节点区配箍为4肢8100则

bjhb0-as1(1.1jftbjhj0.05jNfyvAsvj)REbcs1450555-45（1.11.51.4345020.051.51528.610336050.34）0.85600100933.2kN＞528.7kN故承载力满足要求。

8.3.3一层B节点核芯区截面验算

由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核心区的剪力设计值，梁截面的高度和有效高度为：

hb=600mm，hb0=600-45=555mm

192.695.6m（左震） Mb0.750.75384.3kN·

11Hc5.73.93.85m 32

剪力设计值：

hb0-as1.2384.3106555-45Vj（1-）（1-）762.3kNHc-hb555-453850-600hb0-as

jbMb因为 1) bb=300mm≥600/2=300，故取bj=bc=500mm；

112)e（600-300)150mm600150mm24

bj0.5（600+300)+0.25600-150450mm

所以bj=min(500mm,450mm)=450mm, hj=450mm

1(0.30jfcbjhj)1（0.301.514.3450450）1533kN＞Vj762.3kN 0.85 RE满足要求。

节点核芯区的受剪承载力计算时，N取二层柱底轴力N=1391.4/0.8=1739.25kN和0.5fcA=0.5×14.3×6002=2574kN二者中的较小者，故取N=1739.25kN。设节点区配箍为4肢8100则

bjhb0-as1(1.1jftbjhj0.05jNfyvAsvj)REbcs1450555-45（1.11.51.4345020.051.51739.2510336050.34）0.85600100945kN＞762.3kN故承载力满足要求。

8.4 板截面设计

8.4.1板的设计资料

此设计的板大部分为双向板。走道的板为单向板，双向板以B1板为例进行配筋设计，单向板以B2板为例进行配筋设计，板采用C30混凝土，板厚都为120mm，as分别取25mm和35mm，楼面均布恒荷载标准值gk3.75kN/m2，活荷载标准值为qk2.0 kN/m2和qk2.5 kN/m2，板中受拉钢筋采用HRB400级，b0.518，分布钢筋、箍筋采用HRB400级。 8.4.2板的结构布置

B1 B1 B2 B2

图8.1 板的梁格布置图

8.4.3 计算方法 板边界条件的确定：

根据最不利荷载布置原则，求某区格板跨截面最大弯矩形时，应按在此区格板布置活荷载，其他板棋盘式布置活荷载。欲求支座最大弯矩时，活荷载可以近似按各区格板满布得到。当求区格板跨中最大弯矩时，将荷载分成对称荷载g'gq/2和反对称荷载q'q/2然后叠加。对称荷载g'gq/2使板在支座处无转角，反对称荷载q'q/2会使板在支座处出现转角。所以对于边支座，只有对称荷载作用，因此可以看成固定支座。对于区格板的支座，由于有反对称荷载，所以看成为铰支座。其他情况也可以按此分析。另外，计算弯矩时，还要考虑泊松比的影响。 8.4.4板的力计算

板的荷载基本组合考虑以下两种情况： 可变荷载起控制作用时：

各楼层 q1.4qk1.42.02.80kN/m2

120厚楼板 g1.2gk1.23.754.5kN/m2

2 q/22.80/21.40kN/m

2 gq4.52.807.3kN/m

2 gq/24.52.80/25.9kN/m

永久荷载起控制作用时：

各楼层 q1.40.7qk1.40.72.01.96kN/m2 120厚楼板 g1.35gk1.353.755.06kN/m2

2 q/21.96/20.98kN/m

2 gq5.061.967.02kN/m

2 gq/25.061.96/26.04kN/m 8.4.5计算跨度及系数选取

图 8.2 B1板的计算图形

(1) B1板（120厚）： 两端均与梁整体连接，故

loxln4.5m，

loyln7.2m

B1板为两边固支，两边简支板，lox/loy4.5/7.20.625查四边支承矩形板在均

布荷载作用下的弯矩挠度系数表得： 跨弯矩系数mx0.0479 my0.014

''0.107 my支座弯矩系数mx0.078

四边简支情况：

跨弯矩系数mx0.0786 my0.0257 8.4.6 计算B1板的弯矩

跨中或支座弯矩由下式计算：

mxmxmy mymymx 对混凝土可取v=0.2。

1.可变荷载控制作用下： 1）跨中弯矩的计算：

mx=(0.0479+0.2×0.014)(g+q/2)lo2+(0.0786+0.2×0.0257)qlo2/2=8.43kNm

my =(0.014+0.2×0.0479)(g+q/2)lo2+(0.0257+0.2×0.0786)qlo2/2=4.06kNm

2）支座弯矩计算：

2 mxmx=-0.107(g+q)l01=-13.09kNm

2 mymy=-0.078(g+q)l01=-9.54kNm

2.永久荷载控制作用下： 1）跨中弯矩的计算：

mx=(0.0479+0.2×0.014)(g+q/2)lo2+(0.0786+0.2×0.0257)qlo2/2=7.86kNm my =(0.014+0.2×0.0479)(g+q/2)lo2+(0.0257+0.2×0.0786)qlo2/2=4.17kNm 2）支座弯矩计算：

2 mxmx=-0.107(g+q)l01=-15.21kNm

mymy=-0.078(g+q)l012=-11.09kNm

取两种荷载作用下弯矩较大值进行配筋计算。 8.4.7 B1板的截面设计：

1.对于mx方向

1)跨中：Mu=8.43kNm

M8.43106 s0.0653 221fcbh01.014.3100095112s1120.0650.067b0.518

As1fcbh0fy1.014.31000950.067252.8mm2

360采用10200，As393mm2。 验算适用条件：

xξh00.067956.365mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。

fA3931.430.328%min0.45t0.450.179% bh1000120fy360

同时0.200，满足要求。

2)支座处：Mu=-15.21kNm

M15.21106 s0.118 221fcbh01.014.3100095112s1120.1180.126b0.518

As1fcbh0fy1.014.31000950.126475.5mm2

360采用10150，As523mm2。 验算适用条件：

xξh00.1269511.97mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。



fA5231.430.436%min0.45t0.450.179% bh1000120fy360 同时0.200，满足要求。 2.对于my方向

1)跨中：Mu=4.17kNm

M4.17106 s0.040 221fcbh01.014.3100085112s1120.0400.041b0.518

As1fcbh0fy1.014.31000850.04135.1mm2

360采用10200，As393mm2。 验算适用条件：

xξh00.040853.4mmξbh00.5188544.03mm，满足要求。



fA3931.430.328%min0.45t0.450.179% bh1000120fy360 同时0.200，满足要求。 2)支座处：Mu=-11.09kNm

M11.09106 s0.107 221fcbh01.014.3100085112s1120.1070.113b0.518

As1fcbh0fy1.014.31000850.107361.3mm2

360采用10150，As523mm2。

验算适用条件：

xξh00.113859.605mmξbh00.5188544.03mm，满足要求。



fA5231.430.436%min0.45t0.450.179% bh1000120fy360 同时0.200，满足要求。

8.4.8 B2板（120厚）的荷载设计值：

B2板为单向板,取b=1000mm的板条作为计算单元,

板的荷载基本组合考虑以下两种情况： 可变荷载起控制作用时：

各楼层 q1.4qk1.42.53.5kN/m2

120厚楼板 g1.2gk1.23.754.5kN/m2 永久荷载起控制作用时：

各楼层 q1.40.7qk1.40.72.52.45kN/m2 120厚楼板 g1.35gk1.353.755.06kN/m2 8.4.9计算B1板的弯矩 1.可变荷载控制作用下：

11 M(GgkQqk)l02(1.23.751.42.5)2.425.76kNm

882.永久荷载控制作用下：

11 M(GgkQqk)l02(1.353.751.40.72.5)2.425.41kNm

88取两种荷载作用下弯矩较大值进行配筋计算。

Mu5.76kNm

M5.76106s0.0446 221fcbh01.014.3100095112s1120.04460.0456b0.518

As1fcbh0fy1.014.31000950.0456172.1mm2

360采用10200，As393mm2。垂直于纵向受拉钢筋放置10200的分布筋,其截面面积

10002=392.5>0.15%100095=142.5mm 200 验算适用条件：

为78.5

xξh00.0456954.332mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。



fA3931.430.328%min0.45t0.450.179% bh1000120fy360 同时0.200，满足要求。

第9章 楼梯设计

楼梯间的标准层建筑平面如下图，其开间为3.6m，进深7.2m.。层高为3.9m,设计为等跑楼梯，每跑均13级踏步，12 个踏面，踏步尺寸为300mm150mm，中间休息平台尺寸为1650 mm3360 mm；采用梁式楼梯，楼梯板采用C30的混凝土，

HRB400的钢筋；平台板采用C30的混凝土，采用HRB400的钢筋；平台梁采用C30的混凝土，HRB400级钢筋。

图9.1 标准层楼梯建筑平面

9.1 结构布置

平面布置：梯段板支承在平台梁或楼面梁上，平台梁支承在柱上或另一方向的楼面梁上。本结构体系为框架结构，墙体为填充墙，休息平台处的平台梁是悬挑梁，支承在楼梯梁上，平台板的支承方式取决于平台梁的布置，楼面平台为四边支承板，休息平台板为两边支承板。

9.2 尺寸要求

根据办公楼设计规，楼梯梯段宽度不小于1100 mm，较适宜的踏步高度对于成人一般为150 mm左右，不应大于175 mm；踏步宽度300 mm左右，不应窄于260 mm；本建筑中楼梯梯段宽1630mm，楼梯踏步宽300 mm，高150 mm。踏步高度与宽度的比值决定了梯段的坡度，本梯段坡度为1:2。楼梯扶手高度不小于900 mm。

9.3 构件截面尺寸估计

板式楼梯梯段板的厚度一般取板斜长的1/25～1/30，平台板的厚度可按一般楼板要求取，平台梁的截面尺寸可按一般简支梁的要求确定，梯柱的截面高度一般与墙厚相同且不小于平台梁的宽度。

梯段板厚度=（1/25～1/30）l0，楼梯跨度为1.8m，板厚h满足(1/25)l0,l0为短跨方向长度；即h=（1/25）×1800=72mm，现取板厚为120mm。 平台板厚度取与楼板等厚=120 mm，

平台梁截面尺寸取b×h=240×400

9.4 力计算

梯段板按斜放的简支板计算，其跨度l0取平台梁间净距，梯段上的可变荷载是按水平投影面分布的，其分布线荷载q为面荷载乘以梯段宽度；梯段的永久荷载是按斜向分布的，需要将其换算成水平方向分布的分布荷载g；设沿斜向单位长度上的永久荷载值为g'，则gg'/cos，为梯段的坡向角。斜置简支板的跨中最大弯矩Mmaxpl02/8，支座的最大剪力Vmax0.5plncos，（p为梯段的荷载设计值，

）考虑到梯段板与平台梁整浇，平台梁对斜板的转p1.2g1.4q；ln为水平净跨。

2动变形有一定的约束作用，故计算板的跨中弯矩时，近似取Mmaxpl0/10。平台梁和平台板按一般简支构件计算力，平台梁承受梯段板和平台板传来的分布荷载。 9.4.1 楼梯的截面设计

梯段板、平台板按受弯构件进行正截面承载力计算，其中梯段板的截面高度应垂直于斜面量取，并取齿形的最薄处； 1. 梯段板

板的倾斜角为tan150/3000.50，梯段板与水平方向夹角余弦值cos=0.894， 取1米的板带进行计算。 荷载计算

重力荷载计算如下：

地面砖面层 (0.3000.150)0.5/0.3000.75kN/m 三角形踏步 0.50.3000.15025/0.301.875kN/m 120厚现浇混凝土楼面板 250.12/0.894=3.356kN/m 20厚板底抹灰 170.02/0.894=0.38kN/m

扶手 0.200kN/m 合计： 6.56kN/m 活荷载： 3.50kN/m 1）可变荷载控制下的组合： 永久荷载分项系数G1.2； 可变荷载分项系数Q1.4； 荷载设计值p=1.2×6.56+1.4×3.5=12.77kN/m。

2）永久荷载控制下的组合： 永久荷载分项系数G1.35； 可变荷载分项系数Q1.40.7； 荷载设计值p=1.35×6.56+1.4×0.7×3.5=12.29kN/m。

取p12.77kN/m

梯段板的配筋：

梯段板水平计算跨度ln3.6m，板的有效高度h01202595 mm，

121 跨中弯矩设计值M pln12.773.6216.55kNm

1010M16.55106s0.128221fcbh01.014.3100095

ξ112αs1120.1280.137

γ10.5ξ10.50.1370.932

sM16.55106As519.2mm2

γsfyh00.93236095

选用10150，As523mm2，垂直于纵向受拉钢筋放置8200的分布钢筋，截面积满足

251mm20.1500bh0.15001000120180 mm2且1500As1500523=78.45mm2验算适用条件：

xξh00.1379513.02mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。

fA5231.430.436%min0.45t0.450.179%

bh1000120fy360 同时0.200，满足要求。 2. 平台板的计算 （1）平台板荷载

地面砖面层 0.5kN/m2 30mm1:3干硬性水泥砂浆 0.0320=0.60kN/m2 120mm厚混凝土板 0.1225=3.0kN/m2 板底抹灰 0.0217=0.34kN/m2 合计： 4.49kN/m2

活荷载 3.5kN/m2 可变荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.2； 可变荷载分项系数Q1.4； 荷载设计值p=1.2×4.49+1.4×3.5=10.29kN/m。

永久荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.35； 可变荷载分项系数Q1.40.7； 荷载设计值p=1.35×4.49+1.4×0.7×3.5=9.49kN/m。

取p10.29kN/m

平台板配筋

(1)如图9.1所示与D轴相邻的平台板：

平台板水平计算跨度ln1.65m，板的有效高度h01202595 mm，

121跨中弯矩设计值Mpln10.291.6522.8kNm

1010M2.80106s0.022221fcbh01.014.3100095

ξ112αs1120.0220.022

γ10.5ξ10.50.0220.989

sM2.80106As82.78mm2γsfyh00.98936095

选用8200，As251mm2，垂直于纵向受拉钢筋放置8200的分布钢筋， 为了承受平台板可能出现的负弯矩，在平台板端部的上部配置8200。 截面积满足

251mm20.1500bh0.15001000120180 mm2且1500As1500251 2

37.65mm。

验算适用条件：

xξh00.022952.09mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。

fA2511.430.209%min0.45t0.450.179%

bh1000120fy360

同时0.200，满足要求。

(2) 如图9.1所示与C轴相邻的平台板： 平台板水平计算跨度ln1.83-0.12=1.71m，板的有效高度h01202595 mm，

121跨中弯矩设计值Mpln10.291.7123.0kNm

1010M3.0106s0.02322fbh1.014.31000951c0

ξ112αs1120.0230.023

γ10.5ξ10.50.0230.989

sM2.80106As82.78mm2γsfyh00.98936095

选用8200，As251mm2，垂直于纵向受拉钢筋放置8200的分布钢筋， 为了承受平台板可能出现的负弯矩，在平台板端部的上部配置8200。 截面积满足

251mm20.1500bh0.15001000120180 mm2且1500As1500251 2

37.65mm。

验算适用条件：

xξh00.023952.185mmξbh00.5189549.21mm，满足要求。

fA2511.430.209%min0.45t0.450.179%

bh1000120fy360

同时0.200，满足要求。 3. 平台梁

平台梁按两边简支梁计算，其计算跨度l01.05ln1.053.600.243.528m 荷载计算

梁自重 0.24（0.4-0.12）25= 1.68kN/m 梁侧粉刷 0.02(0.4-0.12）217= 0.190kN/m 平台板传来 4.491.65/2=3.704kN/m 梯段板传来 6.563.6/211.808kN/m 合计： 17.382 kN/m

3.61.65 活荷载 3.5()9.19kN/m

22可变荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.2； 可变荷载分项系数Q1.4； 荷载设计值p=1.2×17.382+1.4×9.19=33.72kN/m。 永久荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.35； 可变荷载分项系数Q1.40.7； 荷载设计值p=1.35×17.382+1.4×0.7×3.5=26.90kN/m。

取p33.72kN/m

11平台梁的弯矩设计值：MPl0233.723.528252.46kNm

8811剪力设计值为：Vpl033.723.52859.48kN

22(1)正截面受弯承载力计算：

截面按倒L形截面计算，h'f120mm，h040045355mm，翼缘的计算宽度b'f：

l35281176mm 63按梁净距sn考虑： b'fbsn3600mm

按梁跨度l考虑： b'f按翼缘高度h'f考虑： b'fb5h'f(2505120)mm750mm 根据b'f取以上三者中的最小值的要求，最后取b'f=750mm。 首先判断截面类型：

h'ffbhh02'1cf'f1201.014.3750 120355379.67kNmMmax52.46kNm2 属于第一类T形截面，以b'f代替b可得：

M52.46106s0.0391fcbh021.014.37503552

ξ112αs1120.0390.078

γs10.5ξ10.50.0780.961

M52.46106As428.77mm2γsfyh00.961360355

平台梁纵向受拉钢筋的最小配筋百分率，取0.2%和0.45f t / f y中的较大值。 minmax(0.2%,0.45ft/fy)max(0.2%,0.451.43/360)0.2% As,minminbh0.2%240400192m2 As,maxmaxbho2.5%24035521302

m

按构造要求配筋，选用218（A=509m2），As.minAAs.max，满足要求 （2）斜截面受剪承载力计算：

hw3551.4794，属于厚腹梁。 b240平台梁间最大剪力

V=59.48kN0.25cfcbh00.251.014.3240355304.59kN

故截面尺寸满足要求。

0.7ftbh00.71.4324035585.29kNV59.48kN

故只需按构造要求，按箍筋最小配筋率来配置箍筋。

选用双肢箍8200，由《混凝土结构设计规》中11.3.9可知沿梁全长箍筋的面积配筋率sv应符合：

svnASV1f250.31.430.210%svmin0.26t0.260.103% bs240200fyv360满足要求。

4．梯柱的设计 1．基本资料：

截面形状: 矩形 截面宽度: b=240mm 截面高度: h=240mm

构件的计算长度: l0=1950mm

混凝土强度等级: C30 fc=14.3 N/mm2 钢筋类型: HRB400 fy'=360 N/mm2

结构重要性系数: 0=1.0

纵筋最小配筋率: min=0.75%

2. 荷载计算和配筋 (1) 轴向力设计值:

平台梁传来的活荷载为 3.53.360.5=5.88 kN 平台梁传来的恒荷载为 17.383.360.5=29.2kN 柱子自重 0.240.241.9525+1.55(0.242)20.0217=3.31kN 可变荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.2；

可变荷载分项系数Q1.4； 荷载设计值p=1.2×（29.2+3.31）+1.4×5.88=47.24kN。

永久荷载控制下的组合：

永久荷载分项系数G1.35；

可变荷载分项系数Q1.40.7； 荷载设计值p=1.35×（29.2+3.31）+1.4×0.7×5.88=49.65kN。

故N=49.65kN

(2) 确定稳定系数Φ:

l0/b=1950/240=8.125

查《混凝土结构设计规》表6.2.15得, Φ=0.999

(3) 计算纵筋面积As:

截面面积Abh=240240=57600mm2

3N49.6510fcA14.30.2420.9AS0.90.9990

360fy因为A's≤0，应按构造要求配筋。

根据《建筑抗震设计规》6.3.7条规定：对于抗震等级为三级，钢筋强度标准值为400Mpa，柱纵向受力钢筋的最小总配筋率为0.7%+0.05%=0.75%。同时每一

侧配筋率不应小于0.2％。

再根据《建筑抗震设计规》6.3.8条规定：柱总配筋率不应大于5％。

As1,minminbh0.2%240240115.2mm2

As,minminbho0.75%240200360mm2

As,maxmaxbho5%2402002400mm2

选414，As615mm2，As1153.92=308mm2 As,minAsAs,max，As1As1,min

故满足要求。

第10章 基础设计

10.1 基本资料

该工程为丙级建筑物，本结构设计中采用的基础类型为柱下独立基础，根据地质报告，可知地基作用在均匀的粉质粘土层，地基承载力为200kPa，层数为4层。 根据《建筑地基基础设计规》3.0.1条的规定，由建筑地基和类型可知，该工程的地基基础设计等级为丙级。根据《建筑抗震设计规》4.2.1条中规定：对不超过8层且高度在24m以下的一般民用框架或框架—抗震墙房屋，可不进行天然地基及基础的抗震承载力验算，本结构建筑高度16.2m，层数结构4层，故可不进行基础抗震承载力验算。

底层柱的截面为600mm600mm，采用独立基础，C30的混凝土，钢筋均采用HRB400级钢筋，取基础的埋深为d1.5m，基础顶面距室外地面的距离为0.9m，基础高度为0.6m。基底位于粉质粘土层中，fak200kPa，基底的承载力设计值为：

fafakb(b3)bm(d0.5) 基础底部截面尺寸初估为3.4m×3.4m，基础顶面以上土层是1000mm厚的素填土，基础底面以下为粉质粘土。取b=l=3.4m,查表得,对于e及Il均小于0.85的粘性土，

3b0.3,d1.6，取rm20kN/m，则：

fa2000.320(3.43)1.620(1.50.5)250.6kPa

10.2 基础的设计

10.2.1 A-2轴线A基础的计算

1. 确定基础底面尺寸

确定基础面积时应按荷载标准值进行计算，荷载效应的组合值为

SSGkSQ1kciSQik 故SkSGkSQ1kc2SQ2k

i1n则各荷载统计如下表10.1。

表10.1 基础荷载统计 荷载形式 N(kN) M(kN·m) V(kN) 恒荷载 1459.1 -1.8 -0.8 活荷载 459.9 -3.6 -1.80 右风荷载 27.6 -63.7 -15.8 左风荷载 -27.6 63.7 15.8 荷载的标准组合:

标准组合：

①恒+活+0.6风 ②恒+0.7活+风 1)活载控制（右风）：

Fk1459.1459.90.627.61935.56kN

Mk1.83.60.663.743.62kNm Vk0.801.800.615.8012.08kN 2)活载控制（左风）：

Fk1459.1459.90.627.61902.44kN

Mk1.83.60.663.732.82kNm Vk0.801.800.615.806.88kN 3)风载控制（右风）：

Fk1459.127.60.7459.91808.63kN Mk1.8063.700.73.6068.02kNm Vk0.8015.800.71.8017.86kN 4)风载控制（左风）：

Fk1459.127.60.7459.91753.43kN Mk1.8063.700.73.6059.38kNm Vk0.8015.800.71.8013.74kN 故取Fk=1935.56进行基础底面尺寸计算。

基础平均埋深d(1.52.1)/21.8m 由 AFk

farmd AFk1935.569.02m2

farmd250.6201.8将其增大10%~40%，即：A1.1A01.110.3611.4m2，初步确定基础底面积Alb11.43.43.411.56m2。

由于基础宽度等于3.4米，故不必对基础宽度进行修正

b2l3.423.46.55m3 基础底面的抵抗矩：W66基础及回填土的重力：Gkmbld203.43.41.8416.16kN

根据《建筑地基基础设计规》5.2.2条规定：基础边缘的最大和最小压力按下式计算：

FGkMk1.2fa Pk,maxkblW

Pk平均Pk,maxPk,min2fa

A柱的不利荷载标准组合有三组： 1)Nkmax及相应的Mk、Vk 2)Mkmax及相应的Nk、Vk

3)Nkmin及相应Mk、Vk

其中第三组在验算基础底面面积时不起控制作用，只需要计算前两组即可。

基础边缘的最大和最小压力按下式计算：

FGkMkVkh1935.56416.1643.6212.080.61)Pk,maxk blW3.43.46.55 211.2kPa1.2fa1.2250.6300.72kPa

Pk,minFkGkMkVkh1935.56416.1643.6212.080.6195.67kPa blW3.43.46.55Pk,maxPk,min2211.2195.67203.44kPafa250.6kPa

22)Pk,maxFkGkMkVkh1808.63416.1668.0217.860.6 blW3.43.46.55 204.48kPa1.2fa1.2250.6300.72kPa

Pk,minFkGkMkVkh1808.63416.1668.0217.860.6 180.44kPa --blW3.43.46.552204.48180.44192.46kPafa250.6kPa

2Pk,maxPk,min故基础的底面面积满足要求。

2.验算基础高度及基础的配筋 荷载的基本组合如下：

表10.2 基础荷载的基本组合 荷载形式 Fk(kN) Mk(kN·m) Vk(kN) 1.2恒+1.4活+1.4×0.6风 右风 左风 1.2恒+1.4风+1.4×0.7活 右风 左风 1.35恒+1.4（0.7活+0.6风） 右风 左风 2417.96 -60.71 -16.75 2371.60 46.31 9.79 2240.26 -94.87 -24.84 2162.98 83.49 19.40 2443.67 -59.47 -16.12 2397.30 47.55 10.43 A柱的不利荷载基本组合有三组： 1) Nmax及相应的M、V

2) |Mmax|及相应的N、V

3)Nmin及相应M、V向墙体传来的荷载。

其中第三组在柱子的配筋时不起控制作用，只需要计算前两组即可。 1)Nmax及相应的M、V (a) 验算基础高度

M59.47kNm ，Nmax2443.67kN，V16.12kN 取基础的高度为0.6m

M59.47l3.4偏心距 e00.0240.57

F2443.6766地基净反力的计算 pn ps,maxFMcVch blW2443.6759.470.616.12221.95kN/m2

3.43.46.552443.6759.470.616.12 ps,min200.83kN /m2

3.43.46.55按比例可求出相应于柱边变阶处及冲切破坏锥体外边缘的基础净反力。

1500-0.6000.000-0.6000.000I3003007007007007001500II300300700700700700300300700700700700170017001700170030030070070070070017001700III10.1图 A柱下独立基础示意图

基础有效高h060045555mm，a2h060025551710mml3400mm，

故冲切破坏的锥体有两边落在基础之，故应验算柱与基础交接处的受冲切承载力，在柱边的变阶处，h030045255mm，冲切锥体落在基础底面之，故要对该处

a2h0200022552510mml3400mm进行冲切验算。

柱边基础截面抗冲切验算：

冲切破坏锥体最不利一侧的斜截面上边atac600mm

abat2h060025551710mml3400mm ，取ab1710mm ，故 am(atab)/2(6001710)/21155mm ，

受冲切承载力的计算公式为：

Fl0.7hpftamh0 其中FlpjAl

labb Al(ch0)b(ch0)2

2222170017003.40.603.40.60.555)3.4(0.555)2.028m2 2222 FlpjAlps,maxAl221.952.028450.11kN 由于h<800,则hp1.0

0.7hpftamh00.71.01.431155555103641.67kN450.11kN ，满足要求。

b）基础底板钢筋的计算：

0.000 -0.600 III

300300 700700700700 17001700 III (1500300300700700700700图10.2 基础底板计算示意2

根据《建筑地基基础设计规》8.2.11条规定在轴心荷载或单向偏心荷载作用下，

当台阶的宽高比小于或等于2.5且偏心距小于或等于1/6基础宽度时，柱下矩形独立基础任意截面的底板弯矩可按下列简化方法进行计算：

12GM1a12[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l]

12A式中： a1——任意截面Ⅰ-Ⅰ至基底边缘最大反力处的距离(m)；

l、b——基础底面的边长(m)：

pmax、pmin——相应于作用的基本组合时的基础底面边缘最大和最小地基反力设计值(kPa)；

p——相应于作用的基本组合时在任意截面Ⅰ-Ⅰ处基础底面地基反力设计值(kPa)；

G——考虑作用分项系数的基础自重及其上的土自重(kN)；当组合值由永久作用控制时，作用分项系数可取1．35。 如图10.2所示的基础底板计算示意图中，变阶处的

122GM1a1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l]

12A122GM2a1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l]

12A1-1截面处：

17001700a13.4/20.31.3m，a0.6m

pps,min3.41.4(ps,maxps,min) 3.4 200.830.588(221.95200.83)213.25kPa

122Ga1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l] 12A121.35416.16 1.32[(23.40.6)(221.95213.25)

123.43.4故M1 (221.95213.25)3.4]356.42kNm

M1356.42106 按式As11982.1mm2

0.9fyh00.93605552-2截面处：

a13.4/20.30.70.7m，a2m

pps,min3.40.7(ps,maxps,min) 3.4 200.30.794(221.95200.83)217.07kPa 故M2122Ga1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l] 12A121.35416.16 0.72[(23.42)(221.95213.25)

123.43.4 (221.95213.25)3.4]122.66kNm

M2122.66106按式As21484.6mm2

0.9fyh00.9360255(2) |Mmax|及相应的N、V a) 验算基础高度

Mmax94.87kNm ，N2240.26kN，V24.84kN 取基础的高度为0.6m

M94.87l3.40.0420.57 偏心距 e0F2240.2666地基净反力的计算 pn ps,max ps,minFMcVch blW2240.2694.870.624.84210.55kN/m2

3.43.46.552240.2694.870.624.84177.03kN /m2 3.43.46.55按比例可求出相应于柱边变阶处及冲切破坏锥体外边缘的基础净反力。

基础有效高h060045555mm，a2h060025551710mml3400mm， 故冲切破坏的锥体有两边落在基础之，故应验算柱与基础交接处的受冲切承载力，在柱边的变阶处，h030045255mm，

a2h0200022552510mml3400mm冲切锥体落在基础底面之，故要对该处进行冲切验算。

根据《建筑地基基础设计规》8.2.8条规定柱下独立基础的受冲切承载力应按下列公式验算：

Fl0.7hpftamh0

am(atab)/2

FlpjAl

柱边基础截面抗冲切验算：

冲切破坏锥体最不利一侧的斜截面上边

atac600mmabat2h060025551710mml3400mm ，取ab1710mm ，故am(atab)/2(6001710)/21155mm ， 受冲切承载力的计算公式为：

Fl0.7hpftamh0 其中FlpjAl

labb Al(ch0)b(ch0)2

22223.40.603.40.6 (0.555)3.4(0.555)2.028m2

2222 FlpjAlps,maxAl210.552.028427.0kN 由于h<800,则hp1.0

0.7hpftamh00.71.01.431155555103641.67kN427.0kN ，满足要求。

b）基础底板钢筋的计算

变阶处的

122GM1a1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l]

12A122GM2a1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l]

12A图10.1所示的基础示意图中，该台阶的宽高比为<.2.5，故变阶处的弯矩可按下式计算： 1-1截面处

a13.4/20.31.3m，a0.6m

pps,min3.41.4(ps,maxps,min) 3.4 177.030.588(210.55177.03)196.74kPa

122Ga1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l] 12A121.35416.16 1.32[(23.40.6)(210.55196.74)

123.43.4故M1 (210.55177.03)3.4]339.2kNm

M1339.2106 按式As11886.33mm2

0.9fyh00.93605552-2截面处

a13.4/20.30.70.7m，a2m

pps,min3.40.7(ps,maxps,min) 3.4 177.030.794（210.55177.03)203.64kPa 故M2122Ga1[(2la)(pmaxp)(pmaxp)l] 12A121.35416.16 0.72[(23.42)(210.55196.74)

123.43.4 (210.55196.74)3.4]113.34kNm

M2113.34106按式As21347.6mm2

0.9fyh00.9360255综上所述，基础可按第一种组合情况（Nmax及相应的M、V）进行配筋，实配 钢筋14150,As13078mm2>1982.1mm2。

根据《建筑地基基础设计规》8.2.1规定扩展基础受力钢筋最小配筋率不应小于0．15％，底板受力钢筋的最小直径不应小于10mm，间距不应大于200mm，也不应小于100mm。墙下钢筋混凝土条形基础纵向分布钢筋的直径不应小于8mm；间距不应大于300mm；每延米分布钢筋的面积不应小于受力钢筋面积的15％。当有垫层时钢筋保护层的厚度不应小于40mm；无垫层时不应小于70mm。

验算最小配筋率：min

(1000/150)153.90.171%，故满足要求。

1000600附录

附录1 墙体荷载统计表

墙面荷载墙线荷载墙总长度墙重/kN kN/m2 kN/m /m 2.18 7.85 55.8 437.92 240mm无洞口 2.18 8.07 32.2 259.73 2.18 9.16 12.88 117.93 2.18 6.36 36.85 234.48 240mm带木门 2.18 6.33 16.74 106.01 2.18 7.11 6.44 45.76 首层墙 2.18 5.80 6.72 38.97 240mm带防火门 2.18 4.28 4.32 18.51 240mm普通卫生间墙 2.75 9.90 12.88 127.51 2.75 7.99 6.7 53.52 240mm带门卫生间墙 3.32 11.11 7.2 80.02 240mm带门卫生间隔墙 3 9.16 44 402.84 合计 1923.19 2.18 7.85 64.4 505.41 240mm无洞口 2.18 8.07 38.64 311.67 2.18 7.52 4.25 31.96 2.18 6.36 50.25 319.74 240mm带木门 2.18 6.33 12.75 80.75 2.18 7.11 6.44 45.76 顶层墙 2.18 5.80 6.72 38.97 240mm带防火门 2.18 4.61 2.16 9.96 240mm普通卫生间墙 2.75 9.90 12.88 127.51 2.75 7.99 6.7 53.52 240mm带门卫生间墙 3.32 11.11 7.2 80.02 240mm带门卫生间隔墙 3 9.16 7.2 65.92 合计 1671.19 2.18 7.19 77.28 555.95 240mm无洞口 2.18 7.41 21.6 160.10 2.18 5.71 36.85 210.38 240mm带木门 2.18 5.68 16.74 95.07 2.18 5.38 8.24 44.35 中间层墙 240mm带防火门 2.18 5.15 6.72 34.57 240mm普通卫生间墙 2.75 9.08 12.88 116.89 2.75 7.16 6.7 47.99 240mm带门卫生间墙 3.32 10.12 7.2 72.85 240mm带门卫生间隔墙 3 8.26 7.2 59.44 墙分类 合计 首层外墙 1397.58 240mm无洞口 240mm带门窗 2.45 2.45 2.45 8.82 5.62 6.06 12.88 25.11 56.95 113.60 141.06 345.33 2.45 6.83 3.36 22.93 2.45 5.05 4.32 21.83 合计 644.75 240mm无洞口 2.45 8.82 25.76 227.20 2.45 5.62 25.11 141.06 顶层外墙 240mm带窗 2.45 6.06 63.01 382.08 2.45 5.05 4.32 21.83 合计 772.17 240mm无洞口 2.45 8.09 25.76 208.27 2.45 4.88 25.11 122.60 中间层外墙 240mm带窗 2.45 5.33 63.01 335.76 2.45 4.32 4.32 18.65 合计 685.29

致

毕业设计是大学生在大学时期的最后一项教学课程，也是大学生对于所学知识融会贯通的不可或缺的过程，更是对工作容的提前训练和学习的过程。经过四年基

础与专业知识的学习，培养了我独立做建筑结构设计的基本能力。在学院老师和同学的帮助下，我成功地完成了这次的设计课题——市莱山区建达办公楼建筑结构设计。

维此毕业设计即将结束之际，我谨向对我提供过帮助和支持的老师、同学、亲属及朋友表示衷心的感！在此首先要感樊海涛老师与国静老师，在这次设计中两位老师给我提供了许多宝贵的意见，也给我解决了许多疑难困惑，使我在设计中一直充满信心；感樊老师指导我完成了毕业设计实习，帮助我确定了毕业设计方案，监督我毕业设计的进度计划，给予我毕业设计技术难题的建议解决方案，指正我毕业设计最终方案存在的问题，使我对建筑和结构设计有了更高层次的认识和提高。

同时，感大学里给予我帮助和教导的老师们，尤其给予我工程制图知识教导和砌体结构知识教导俞良群老师、给予我结构力学知识教导的正光老师、给予我混凝土结构和建筑结构设计知识教导的初明进老师、给予我土力学及地基基础知识教导的云老师等，在大学所有老师的教导和帮助下，我能顺利完成了大学生涯的学习，并为我接受并完成更高程度的学习打下了坚实的基础。

此课题设计历时约三个月，在这三个月中，我能根据设计进度的安排，紧密地和本组同学合作，按时按量的完成自己的设计任务。在设计中温习了大学所学的专业知识，并阅读了各种规。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。

在本次毕业设计中，我深深的感觉到了基础知识的重要性。在以后的学习生活中切不可急于求成而忽略了基础的夯实，对一门系统的科学，应该扎实的学习它的每一部分知识，充分利用各种实践环节，切实做到理论联系实践，学以致用。

在毕业设计的过程中，我深深地认识到各种规和规定是结构设计的灵魂，一定要好好把握。在以后的学习和工作中，要不断加强对规的学习和体会，有了这个根本，我们就不会犯工程上的低级错误，同时我们在处理工程问题时就有了更大的灵活性。

毕业设计是对四年专业知识的一次综合应用、扩充和深化，也是对我们理论运用于实际设计的一次锻炼。通过毕业设计，我不仅温习了以前在课堂上学习的专业知识，同时我也学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。特别值得一提的是，我深深的认识到作为一个结构工程师，应该具备一种严谨的设计态度，本着建筑以人为本的思想，力求做到实用、经济、美观；在设计一幢建筑物的过程中，应该严格按照建筑规的要求，同时也要考虑各个工种的协调和合作。

最后，让我再次对给予我帮助的各位领导、老师和同学表示的最真挚的感。

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