学生宿舍楼毕业设计

引言

现今社会高层建筑得到广泛的应用。建造高层建筑可以获得更多的建筑面积，这样可以局部解决城市用地紧X和地价高涨的问题；建造高层建筑能够提供更多的休闲地面，将这些休闲地面用作绿化和休息场地，有利于美化环境，并带来更充足的日照、采光和通风效果；从城市建立和管理的角度来看，建筑物向高空延伸，可以缩小城市的平面规模等等这些高层建筑的优点使其应用广泛。高层建筑采用的构造可分为钢筋混凝土构造、钢构造、钢-钢筋混凝土组合构造等类型。根据不同构造类型的特点，正确选用材料，就成为经济合理地建造高层建筑的一个重要方面。经过构造论证以及设计任务书等实际情况，以及本建筑自身的特点，决定采用钢筋混凝土构造。

第一章 绪论

框架构造体系一般用于钢构造和钢筋混凝土构造中，由梁和柱通过节点构成承载构造，框架形式可灵活布置建筑空间，使用较方便。本建筑的高宽比H/B小于5，抗震设防烈度为8度，所以选用框架构造体系。但是随着建筑高度的增加，水平作用使得框架底部梁柱构件的弯矩和剪力显著增加，从而导致梁柱截面尺寸和配筋量增加，到一定程度，将给建筑平面布置和空间处理带来困难，影响建筑空间的正常使用，在材料用量和造价方面也趋于不合理。因此在使用上层数受到限制。

框架构造抗侧刚度较小，在水平力作用下将产生较大的侧向位移。由于框架构件截面较小，抗侧刚度较小，在强震下构造整体位移都较大，容易发生震害。此外，非构造性破坏如填充墙、建筑装修和设备管道等破坏较严重。因而其主要适用于非抗震区和层数较少的建筑。

第二章 设计的根本要求和做法

建筑设计在整个工程设计中起着主导和先行的作用，还应考虑建筑与构造，建筑与各种设备等相关技术的综合协调，以及如何以更少的材料，劳动力，投资和时间来实现各种要求，使建筑物做到适用，经济，巩固，美观，这要求建筑师认真学习和贯彻建筑方针政策，正确学习掌握建筑标准，同时要具有广泛的科学技术知识。设计是在规划的前提下，根据任务书的要求综合考虑基地环境，使用功能，构造施工，材料设备，建筑经济及建筑艺术等问题。着重解决建筑物内部各种使用功能和使用空间的合理安排，建筑与周围环境，与各种外部条件的协调配合，内部和外表的艺术效果。各个细部的构造方式等。创造出既符合科学性又具有艺术的生产和生活环境。建筑设计包括总体设计和个体设计两局部。 word版

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2.1 自然条件

2.1.1 气象条件

建立地区的温度、湿度、日照、雨雪、风向、风速等是建筑设计的重要依据，例如：炎热地区的建筑应考虑隔热、通风、遮阳、建筑处理较为开敞；在确定建筑物间距及朝向时，应考虑当地日照情况及主要风向等因素。

2.1.2 地形、地质及地震烈度

基地的地形，地质及地震烈度直接影响到房屋的平面组织构造选型、建筑构造处理及建筑体型设计等。

地震烈度，表示当发生地震时，地面及建筑物遭受破坏的程度。烈度在6度以下时，地震对建筑物影响较小，一般可不考虑抗震措施，9度以上地区，地震破坏力很大，一般应尺量防止在该地区建筑房屋，建筑物抗震设防的重点时7、8、9度地震烈度的地区。

2.1.3 水文

水文条件是指地下水位的上下及地下水的性质，直接影响到建筑物根底及地下室。一般应根据地下水位的上下及底下水位性质确定是否在该地区建筑房屋或采用相应的防水和防腐措施。

2.2 技术要求

设计标准化是实现建筑工业化的前提。因为只有设计标准化，做到构件定型化，使构配件规格，类型少，才有利于大规模采用工厂生产及施工的机械化，从而提高建筑工业化的水平。

除此以外，建筑设计应遵照国家制定的标准，标准以及各地或各部门颁发的标准执行。如：建筑放火标准，采光设计标准，住宅设计标准等。

2.3建筑设计的深度

根据国家城乡建立环境保护部门批准试行的?建筑设计文件缩制深度?的规定，现将有关建筑施工图设计文件的编制深度简述如下：

2.3.1 图纸目录

先列新绘制的图纸，后列选用的标准图或重复利用图。 2.3.2 首页〔包括设计说明〕 ⑴ 施工图设计依据。

⑵ 本3项的相对标高与总图绝对标高的关系。 ⑶ 本3项的设计规模和建筑面积。

⑷ 用料说明：室外用料作法，如根底以上的墙体的砖标号，砂浆标号，墙身防潮层，地下室防水，屋面，外墙、勒脚、散水、台阶、斜坡等作法，可用文字说明或局部文字说明，局部直接在图上引注或加注索引号。

⑸ 特殊要求的作法说明〔如屏蔽、放火、防辐射、防尘、防震、防腐蚀、防爆等〕。

⑹ 对采用新技术、新材料的作法说明。 ⑺ 门窗表。 word版

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2.3.3 平面图

⑴ 纵、横墙，柱、墩，内外门窗位置及编号，门的开启方向，房间名称或编号。轴线编号等。

⑵ 柱距〔开间〕、跨度〔进深〕尺寸、墙身厚度、柱、墩宽、深和轴线关系尺寸。

⑶ 轴线间尺寸，门窗洞口尺寸，分段尺寸，外包尺寸。 ⑷ 伸缩缝、沉降缝、抗震缝等位置尺寸。 ⑸ 卫生器具、水池、台、橱、柜、隔断位置。

⑹ 电梯、楼梯位置及楼梯上下方向示意及主要尺寸。

⑺ 地坑、地沟、各种平台、人孔、墙上留洞位置尺寸与标高，重要设备位置尺寸与标高等。

⑻ 铁轨位置，轨距和轴线关系尺寸，吊车型号、吨位、跨距、行驶X围、吊车梯位置，天窗位置及X围。

⑼ 阳台、雨蓬、踏步、斜坡、散水、通气竖管、管线、竖井 、垃圾道，消防梯，雨水管位置及尺寸。

⑽ 室内外地面标高，设计标高、楼层标高〔地层地面为±0.000〕。 ⑾ 剖切线及编号〔一般只注在底层平面〕。 ⑿ 有关平面墙上节点祥图或祥图索引号。 ⒀ 指北针〔画在底层平面，尽量取上北下南〕。

⒁ 平面图尺寸和轴线。如系对称平面可省略重复局部尺寸，楼层平面除开间跨度等主要尺寸及轴线号外与底层一样的尺寸可省略。楼层标准层可共用亦平面，但需注明层次及标高。

⒂ 根据工程性质及复杂程度，可绘制夹层平面图、高窗平面图、平顶、留洞等局部放大平面图。

⒃ 建筑平面图长度较大，可采用分段绘制，并在每各分段平面的右侧绘出整个建筑外轮廓的缩小平面，表示出该段所在部位。

⒄ 屋面平面图可适当缩小比例绘制，一般内容有：墙、檐口、檐沟、坡向、坡度、落水口、屋脊〔分水线〕、变形缝、楼梯间、水箱间、电梯间、天窗、屋面上人孔、室外消防楼梯及其它构筑物、祥图索引号等。

2.3.4 立面图

各个方向的立面应绘全，但差异极小，不难推定的立面可以省略，对于内部院落的局部立面，也可附带在相关剖面图上表示，图剖面图未能完全表示时，那么需要单独绘出。

⑴ 建筑物两端及分段轴线编号。

⑵ 女儿墙顶、檐口、柱、伸缩缝、沉降缝、抗震缝、室外扶梯和消防梯、阳台、栏杆、台阶、踏步、花台、雨蓬、线条、勒脚、洞口、门、窗、门口、雨水管、其他装饰构件和粉刷分格线示意图等；外墙的留洞应注尺寸与标高〔宽×高×深及关系尺寸〕。 word版

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⑶ 门窗可适当典型示X一些具体形式与分格。在平面图上表示不出的窗编号，应在立面图上标注，平、剖面图未表示出来的窗台高度，应在立面图上分别注明。

⑷ 各局部构造、装饰节点祥图索引、用料名称或符号。 2.3.5 剖面图

剖面图应选在有楼梯、层高不同、层数不同、内外空间比拟复杂，最有代表型的部位，必须充分表达清楚。如局部情况有不同，可绘制局部剖面。

⑴ 墙、柱、轴线、轴线编号，并标注其间距尺寸。

⑵ 室外地面，地层地〔楼〕面、地坑、地沟、各层楼板、平顶、屋架、屋顶、出屋顶烟囱、天窗、挡风板、消防梯、檐口、女儿墙、门窗、吊车、吊车架、走道板、梁、铁轨、楼梯、台阶、坡道、散水、防潮层、平台、阳台、雨蓬、留洞、墙裙、踢脚板、雨水管及其他装修等能见的内容。

⑶ 高度尺寸。外部尺寸门、窗、洞口〔包括洞口上顶和窗台〕高度、层间高度、总高度〔室外地面至檐口或女儿墙顶〕。内部尺寸地坑深度、隔断、留洞口、平台，墙裙等。

⑷ 标高。底层地面标高〔±0.000〕、以上各层楼面平台标高、屋面檐口、女儿墙顶、烟囱顶标高、高出屋面的水箱间、楼梯间、电梯机房顶部标高、室外地面标高、底层以下地下各层标高。

⑸ 节点构造祥图索引号。 2.3.6 地沟平面图

供水、暖、电气管线的地沟比拟简单、内容较少、不致影响建筑平面图的清晰程度时可附带绘于建筑平面图上，否那么必须单独绘制地沟平面图。

⑴ 描绘建筑平面的墙柱、门洞、主要轴线、轴线编号。

⑵ 地沟祥图需注明沟体平面内净宽度、沟底标高、坡度、坡向。采用通用图节点时，需标注索引号，假设地沟盖板型号较多者，应做地沟盖板及过梁统计明细表。

2.3.7 详图

当上列图纸对有些布局构造、艺术装饰处理未能表示清楚时。应分别绘制祥图。祥图应构造合理，用料作法相宜，位置尺寸准确，交代清楚，方便施工，并编号注明比例，注意与祥图索引号一致，需要时，对特殊节点绘1：1祥图。

2.3.8 计算工作

有关采光、视线、音响、防护等建筑物理方面的计算数，应作为技术文件归档，不外发。

2.4 建筑构造

2.4.1 根底 A 根底的定义

在建筑工程中，建筑物与土层直接接触的局部称为根底；支撑建筑物重word版

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量的土层叫地基。根底是建筑物的组成局部，它承受者建筑物的全部荷载，并将它们传给地基，而地基那么不是建筑物的一局部，它只是承受建筑物荷载的土壤层。

B 根底的埋深

室外设计地面至根底底面的垂直距离称为根底的埋置深度，简称根底的埋深。建筑物上部构造荷载的大小，地基土质好坏地下水位的上下，以及土壤冰冻深度等均影响根底的埋深。

一般要求根底埋置深度的不同，有深根底，浅根底荷部埋根底之分。 C 桩根底的适用X围 a 天然地基土质软弱

假设遇天然地基土质软弱，设计天然地基浅根底部满足地基强度或变形的要求，或采用人工加固处理地基不经济或时间不允许时，那么可以 采用桩根底。

b 高层建筑

高层建筑：尤其超高层建筑设计的一个重要问题是，必须满足地基根底稳定性要求。在地震区，根底埋置深度d(不应小于建筑物高度的1/16，采用浅根底，难以满足要求，只能用桩根底。

2.4.2 墙

根据墙体平面上所处位置的不同，有内墙和外墙之分，外墙又称围护墙，内墙主要是分隔；内墙主要是分隔房间之用；凡沿建筑物段轴方向布置的墙称为横墙，横向外墙称山墙，沿建筑物长轴方向布置的墙称为纵墙，纵墙有内纵墙和外纵墙之分；在一片墙上，窗与窗或窗与门之间的墙称为窗间墙；窗间下部的墙称为下墙又称窗肚墙。

非承重的隔墙的内墙通常称为隔墙，主要功能是分隔房间。作为隔墙，要求也具有自重轻，隔声及放火等性能。

砌块隔墙常采用粉煤灰及硅酸盐，加气混凝土，混凝土或水泥煤渣空心砌块等砌筑。墙厚由砌块尺寸而定，由于墙体稳定性较差，亦需对墙身进展加固处理，通常沿墙身竖向和横向配以钢筋。

2.4.3 墙面装修

本工程采用水刷石饰面。

构造及材料配合比1、15厚1：3水泥砂浆打成，2、10厚1：1、2—1、4水泥石渣抹面。

主要特点及操作要点：材料质感粗，耐久性号，装饰效果佳。施工时，面层用铁抹子压平，待到七成枯燥时，用棕刷子粘水洗去外表的水泥浆，使石渣外露骨3左右。

注：当面层用白水泥，并参加水泥量5%的颜色后，即成彩色水刷石。 2.4.4 楼板层与地面

楼板层是多层建筑楼层间的水平分隔构件，它一方面承受着楼板层上的word版

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全部静、活荷载，并将这些荷载连同自重传给墙或柱；另一方面还对墙体起着水平支撑作用。帮助墙体抵抗由于风或地震等所产生的水平力，以增强建筑物的整体刚度。

作为楼板层，还应未人们提供一个美好而舒适的环境，此外，建筑物重的各种水平设备官线，也都安装载楼板层内。

2.4.4.1 楼板层的设计要求

为了保证楼板层的构造平安和正常使用，楼板层的设计有如下要求： 从构造上考虑，楼板层必须具有足够的强度，以确保平安；同时，还应有足够的刚度，使其在荷载作用下的弯曲挠度不超过许可X围。刚度以挠度来控制，通常现浇混凝土的挠度F设计楼板层时，根据不同的使用要求，要考虑隔声，防水，防火等问题。 在多层或高层建筑中，楼板构造占相当大的比重，要求在楼板层设计时，尽量为建筑工业化创造有利条件

多层建筑中，楼板层的造价约占建筑造价的20-30%,因此，在楼板层设计时，应力求经济合理。

2.4.4.2 楼板层的做法 楼板层的做法： 瓷砖地面

20mm厚找平层水泥砂浆 120mm厚混凝土板 20mm厚石灰砂浆粉刷 2.4.4.3 地面构造 地面构造为： 水磨石地面

80厚钢筋混凝土整浇层 80厚C10级混凝土 2.4.4.4 屋面做法 屋面做法为：

小瓷砖层 三毡四油屋面防水层

20mm厚1:3水泥沙浆找平层 60mm厚水泥蛭石板保温层 80mm厚1:8水泥炉渣找坡

20mm厚1:3水泥沙浆找平层

120mm厚现浇钢筋混凝土板 2.4.5 踢脚线

其重要功能是保护墙面，防止墙面因受外界的碰撞损坏，或在清洗地面时，脏污墙面。 word版

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踢脚线的高度取100mm为施工方便和与地面协调起见，踢脚线的材料根本上与地面材料一致。

2.4.6 楼梯

本工程采用现浇钢筋混凝土板式楼梯，开间3.6m,进深7.2m。 楼板段作为一块整板，斜搁在梯段的平台梁上，梯段跨度为3.6。踏步280mm,踏高150mm。栏杆采用钢管，扶手采用木扶手。

2.4.7 台阶

室外台阶的平台与室内地坪的高差为50mm,外表内外稍微倾斜，以免雨水流向室内。

2.4.8 屋顶

2.4.8.1 屋顶设计要求

屋顶设计要求应从功能、构造、建筑艺术三方面考虑。

⑴ 功能要求

屋顶是建筑物的维护构造，应能抵抗自然界各种恶劣环境的影响。

首先是能抵抗风雪雨霜的侵袭，其中雨水对雨水的威胁最大，故防水是屋顶设计的核心。在房屋建筑中，屋顶漏水非常普通，其中原因是多方面的。

⑵ 构造要求

屋顶不仅是房屋的维护构造，也是房屋的承重构造。所以屋顶构造

应有足够的强度和刚度，作到平安可靠，并因防止因构造变形防水开裂漏水。

⑶ 建筑艺术要求

屋顶的形式对建筑的造型有重要的影响。变化多样的屋顶外形，装

修精巧的屋顶细部，是传统建筑的重要特征之一。在现代建筑中，如何处理好屋顶和细部也是设计不可无视的重要内容。

2.4.8.2 排水方式

采用无组织排水，排水方案为墙内排水。

2.5使用功能

人体尺度

人体尺度及人活动所占的空间尺度是确定民用建筑内部各种空间尺度的主要依据。我国中等成年男子的平均身高为1670mm，女子为1560mm。

在建筑设计中，确定人们活动所需的活动空间，应照顾到不同的性别，年龄，身高的要求，对于不同情况按以下三种考虑：

⑴应按较高人体考虑空间尺度，应采用男子人体身高幅度的上限1740mm,另加鞋厚 20mm。

⑵应按较高人体考虑空间尺度，应采用女子人体平均身高1560mm,另加鞋厚 20mm。

⑶一般建筑内使用空间的尺度应按照我国成年人的平均高度1670mm,及1560mm，另加鞋厚 20mm。

家具、设备尺寸和使用他们所需的必要空间 word版

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房间内的家具设备的尺寸，以及人们使用他们所需的空间尺寸，加上必要的面积，根本上确定了房间内部空间尺寸的大小。

第三章 构造计算说明

本建筑的构造设计采用的钢筋混凝土构造有以下的一些优点：

第一：合理的利用了钢筋和混凝土两种材料的受力性能特点，可以形成强度较高、刚度较大的构造构件。这些构件在有些情况下可以用来代替钢构件，因而能够节约刚材，降低造价。

第二：耐久性和耐火性较好，维护费用低。

第三：可模性好，构造造型灵活，可以根据使用需要浇注成各种形状的构造。

第四：现浇钢筋混凝土构造的整体性好，又具备必要的延性，适于用作抗震构造；同时它的防震性和防辐射性也好，亦适于用作防护构造。

第五：混凝土中占比例较大的砂、石材料便于就地取材。

因为钢筋混凝土具有这些特点，所以在建筑构造、地下构造、桥梁、隧道、铁路等土木工程中得到广泛应用。混凝土以成为当今世界上用量最大的建筑材料。但是，钢筋混凝土也存在一些缺点，如自重过大，抗裂性能较差，隔热隔声性能不好，浇注混凝土时需要模板和支撑，户外施工受到季节条件限制，补强修复比拟困难。这些缺点在一定程度上限制了钢筋混凝土的应用X围。

框架构造体系一般用于钢构造和钢筋混凝土构造中，由梁和柱通过节点构成承载构造，框架形式可灵活布置建筑空间，使用较方便。

但是随着建筑高度的增加，水平作用使得框架底部梁柱构件的弯矩和剪力显著增加，从而导致梁柱截面尺寸和配筋量增加，到一定程度，将给建筑平面布置和空间处理带来困难，影响建筑空间的正常使用，在材料用量和造价方面也趋于不合理。因此在使用上层数受到限制，正是因为本设计采用的是小高层，建筑的高宽比H/B小于5，抗震设防烈度为6度，建筑高度小于55m，所以选用框架构造体系。

3.1 框架构造设计

工程概况

.1 资料和简图

该工程8度某中学学生宿舍楼设计，框架构造，位于某市，建筑总面积为2400m2左右，建筑平面为一字形，建筑方案确定，房间开间为3.3m，进深为5.4m，走廊宽度2.4m。层高为3.3m，室内外高0.45m。框架梁柱及板均为现浇，耐久年限为50年，抗震设防烈度为8度，建筑按6度设防设计，墙体为200厚加气混凝土砌块。框架平面柱网布置如图1所示： word版

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图1 框架平面柱网布置

.2 单元计算和设计步骤

选取横向框架6轴框架作为计算单元，先进展了层间荷载代表值的计算,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构造内力〔弯矩、剪力、轴力〕。接着用分层法和D值法分别计算竖向荷载和风荷载作用下的构造内力，找出最不利的一组或几组内力组合。 选取最平安的结果计算配筋并绘图。此外还进展了构造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。

设计资料

.1气象资料

雪荷载：根本雪压为50年一遇S0=0.40kN/m2〔水平投影〕；

2

风荷载：根本风压为50年一遇W0=0.45kN/ m；

.2地质条件

钻孔深12米，未发现地下水。不考虑地下水影响。 第一层：素填土，厚0.6m.(fak=8 0 KN/m2) 第二层：粉质黏土，厚2.5m.(fak=180 KN/m2) 第三层：粉土，厚5.5m.(fak=180 KN/m2) .3 地基土指标 word版

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自然容重1.90g/cm，液限25.5％，塑性指数9.1，空隙比0.683，计算强度150kp/m2。

.4 地震设防烈度

设计烈度按6度，构造按8度设计。 .5 抗震等级 三级

.6 设计地震分组

地震分组为第一组，根本地震加速度a=0.2g .7建筑场地类别： Ⅱ类场地土

.8建筑耐久等级、防火等级 均为Ⅱ级； .9荷载：

恒荷载：楼面装修荷载1KN/ m2,屋面恒荷载2.5KN/ m2, 活荷载除楼梯间3.5KN/ m2,外其余均为2KN/ m2。 200厚填充墙容重7KN/ m3。 .10 材料

填充墙采用200厚加气混凝土块；砂浆均采用M7.5混合砂浆；混凝土：均采用C30；钢筋：HPB235,HRB335。 .11 屋面做法

小瓷砖层

三毡四油屋面防水层 20mm1:3水泥沙浆找平层 60mm水泥蛭石板保温层

80mm1:8水泥炉渣找坡

20mm1:3水泥沙浆找平层

100mm现浇钢筋混凝土板 20mm板底抹灰 .12 楼面做法： 水磨石地面

120mm现浇钢筋混凝土板 20mm板底抹灰

3.1 框架构造设计设计 word版

2

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梁柱截面、柱高及梁跨度确实定 .1截面尺寸初估： ⑴主要承重框架:

因为梁的跨度〔5400mm﹑3300mm、2400mm〕,可取跨度较大者进展计算.

取L=5400mm h=(1/8~1/12)L=675mm~450mm 取h=500mm. ln50001110.04b(~)h250mm~167mm 取b=250mm

23h500满足b>200mm且b 500/2=250mm

故框架梁初选截面尺寸为：b×h=250mm×500mm ⑵框架柱:

1111h(~)H(~)×3300=220mm~165mm

15201520b=(1~2/3)h 取b=h ① 按轴力估算:

A﹑D列柱:No=6×25.69m2×(10~14)KN/m2=1541.4KN~2157.96KN B﹑C列柱:No=6×29.42m2×(10~14)KN/m2=1768.8KN~2471.3KN ② 按轴压比验算:此建筑抗震等级为二级，=0.8

选C30型混凝土 fc=14.3 N=(1.2~1.4)No A、D列柱：

N2157.9610001.4A244420mm2494mm494mm

fc0.814.3 B﹑C列柱：

N2471.310001.4A30243mm2549mm549mm

fc0.814.3

故初选柱截面尺寸为：A﹑D列柱： b×h=500mm×500mm

B﹑C列柱： b×h=550mm×550mm

.2 构造计算简图:

⑴.三个假设：

①平面构造假定：认为每一方向的水平力只由该方向的抗侧力构造承当，垂直于该方向的抗侧力构造不受力；

②楼板在自身平面内在水平荷载作用下，框架之间不产生相对位移； ③不考虑水平荷载作用下的扭转作用。 ⑵.计算简图

根据构造平面布置图,选定⑥轴线作为计算单元. 如图2所示：

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图2 框架计算单元

.3 柱高

底层柱高度h=3.3m+0.45m+0.5m=4.25m，其中3.3m为底层高，0.45m为室内外高差，0.5m为根底顶面至室外地坪的高度。其他层柱高等于高，即为3.3m。由此得框架计算简图及柱编号如图3所示：

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图3 框架计算简图及柱编号

3.3 荷载计算

3.3.1 屋面均布恒载：

按屋面做法逐项计算均布荷载：

小瓷砖层 0.55 kN/㎡ 三毡四油屋面防水层 0.40 kN/㎡ 水泥蛭石板保温层 60mm 0.12 kN/㎡

1:3水泥沙浆找平层 20mm 0.40 kN/㎡ 1:8水泥炉渣找坡 80mm 1.44 kN/㎡ 1:3水泥沙浆找平层 20mm 0.40 kN/㎡

现浇钢筋混凝土板 100mm 2.50 kN/㎡ 板底抹灰 20mm 0.40 kN/㎡

6.21kN/㎡

楼面正投影面积：(31.9+0.5)×(16.8+0.5)-(2.1+2.5-2.25)×(3.6-0.15+0.25)=548.6㎡

屋面恒载标准值：

548.6×6.21=3406.8kN

3.3.2 楼面均布恒载 按楼面做法逐项计算:

水磨石地面 0.65kN/㎡ word版

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现浇钢筋混凝土板 120mm 3.75kN/㎡ 板底抹灰 20mm0.40kN/㎡

4.80kN/㎡

楼面恒载标准值：

548.6×4.80=2633.28kN

3.3.3 屋面均布活载

对于上人屋面，取均布活载为2.0kN/㎡，可不考虑雪荷载 屋面均布活载标准值为：

548.6×2.0=1097.2kN

3.3.4 楼面均布活载：

楼面均布活载对于宿舍、走廊、楼梯、门厅均为2.0kN/㎡ 楼面均布活载标准值为：

548.6×2.0=1097.2kN

3.3.5 梁柱自重〔包括梁侧、梁底、柱抹灰重量〕

梁侧、梁底抹灰，柱四周抹灰，近似按加大梁宽及柱宽计算来考虑，计算见表1。

3.3.6墙体自重：

外墙为250厚，内墙200厚，采用粉煤灰轻质砌块，两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。

外墙单位面积上墙体重量为： 〔0.25+0.04〕×8=2.32kN/㎡ 内墙单位面积上墙体重量为： 〔0.20+0.04〕×8=1.92kN/㎡

墙体自重计算见表2。

表1 梁柱自重 梁〔柱〕 截面 长度l 根数 每根重量 编号 b×h〔㎡〕 〔ｍ〕 〔kN〕 L1 0.25×5.20 20 (0.25+0.04)×0.50×5.20×0.50 25=37.57 L2 0.25×2.00 10 (0.25+0.04)×0.50×0.50 2.001×25=8.56 L3 0.25×3.00 36 (0.25+0.04)×0.50×3.0100.50 ×25=17.13 Z1 0.50×4.25 20 (0.50+0.04)×(0.50+0.04)0.50 ×4.25 ×25=37.54 Z2 0.55×4.25 20 (0.55+0.04)×(0.55+0.04)0.55 ×4.25 ×25=44.82 Z3 0.50×3.30 20 (0.50+0.04)×(0.50+0.04)word版

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0.50 Z4 0.55×0.55 3.30 20 ×3.3 ×25=24.06 (0.55+0.04)×(0.55+0.04)×3.3 ×25=28.72 表2 墙体自重

墙体 底层纵墙 底层横墙 其他层纵墙 其他层横墙 总面积〔m2〕 440.20 475.70 328.60 532.65 总重量〔kN〕 1021.26 1103.62 762.35 1235.75

3.4 荷载分层总汇

顶层重力荷载代表值包括：

屋面恒载+50%活载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重 其它层重力荷载代表值：

楼面恒载+50%楼面均布活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱+纵横墙体自重。

将前述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值如下： 第六层

G6=2642.88+1101.2×50%+1453.68+527.8+999.05=6174.07kN 第五层： G5=7700.86kN 第四层： G4=7700.86kN 第三层： G3=7700.86kN 第二层： G2=7700.86kN 第一层： G1=2642.88+1101.2×50%+1453.68+1351.4+2124.88

=8123.44kN

建筑物总重力荷载代表值：Gi为：

i16G6174.07+7700.86×4+8123.44=45100.95kN

ii16质点重力荷载值见图4。

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图4 质点重力荷载值

3.5 水平地震力作用下框架侧移计算

横梁线刚度：

采用混凝土C30，Ec =3.0×107kN/㎡

在框架构造中现浇板的楼面，可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。考虑这一有利作用，计算梁截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0〔I0为梁的截面惯性矩〕；对中框架取I=2.0I0。 横梁线刚度计算结果见表3。

表3 横梁线刚度 梁截面 跨度 惯性矩 边框架梁 中框架梁 EI号 bh l Ib=Ib=bh3Kbb I0EI 〔㎡〕 〔m〕 l121.5I0 Kbb 2.0I0 l44〔kN·m〕 L 〔m〕 〔m〕 〔kN·m〕 〔m4〕 44L1 0.305.40 6.87×10.314.30×10 13.74×5.73×10 ×10-3 ×10-3 10-3 0.65 L20.302.40 6.87×10.31×14.73×104 13.74×19.63× ×10-3 10-3 10-3 104 0.65 word版

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L30.30 ×0.65

3.20 6.87×10-3 10.31×8.59×13.74×2.62×10 -3410 10 10-3 43.5.2横向框架柱的侧移刚度D值

柱线刚度列于表4，横向框架柱侧移刚度D值计算列于表5。

表4 柱线刚度

柱号 Z 截面 〔㎡〕 柱高度H 〔m〕 惯性矩 bh3〔m4〕 I012线刚度 KcEIcHZ1 Z2 Z3 Z4

0.50×0.50 0.55×0.55 0.50×0.50 0.55×0.55 4.25 4.25 3.30 3.30 5.21×10-3 7.63×10-3 5.21×10-3 7.63×10-3 〔kN·m〕 3.03×104 4.44×104 4.74×104 6.94×104 表5 横向框架柱侧移刚度D值计算

工程 柱类型 层 边 框 架 边 柱 底 边层 框架中柱 KKKb(一般层) 2KcKb(底层)KcK DKc122(kN/m) （一般层）2+KH0.5K(底层)2+K根数 4.301.42 3.030.561 7691 4 4.3014.736.28 3.030.819 11228 4 word版

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5.73中0.614 1.89 框3.03架边柱 5.7319.63中0.805 5.71 框4.44架中柱 D 469084 4.302边0.313 0.91 框24.74架边柱 (4.3014.73)2边0.667 4.01 框24.74架中柱 5.732中0.377 1.21 框24.74架边柱 (5.7316.93)2中0.620 3.27 框26.94架中柱 D 1278424 8417 16 16171 16 二 三 四 五六 层 16348 4 34838 4 19691 16 47414 16

横向框架自振周期

按顶点位移法计算框架的自振周期

顶点位移法是求构造根本频率的一种近似方法。将构造按质量分布情况简化为无限质点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基频公式。这样，word版

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只要求出构造的顶点水平位移，就可以按下式求得构造的根本周期：

T11.70T 式中：

0——根本周期调整系数。考虑填充墙使框架自振周期减少的影响，取

0.6。

T——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的 地震力及位移，T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假象框架顶点位移。然后由T求出T1，再用T1求出框架构造的底部剪力。进而求出框架各层剪力和构造真正的位移。横向框架顶点位移计算见表6。

表6 横向框架顶点位移

层次 6 6174.07 6174.07 1278424 Gi〔kN〕 Di〔kN/m〕 Gi〔kN〕层间相对位移T i=GiDi 0.1805 0.1757 0.1648 0.1475 0.125 0.0961 0.0048 0.0109 0.0169 0.0229 0.0289 0.0961 5 7700.86 13874.93 1278424 4 7700.86 21575.79 1278424 3 7700.86 29276.65 1278424 2 7700.86 36977.51 1278424 1 8123.44 45100.95 469084 T11.70T=1.7×0.60.1805=0.433〔s〕 3.5.4横向地震作用计算

在Ⅱ类场地，7度设防区，设计地震分组为第二组情况下：

构造的特征周期Tg和水平地震影响系数最大值max〔7度，多遇地震〕为：

Tg=0.03s max=0.08

由于T1=0.433＞1.4Tg=1.4×0.3=0.42〔s〕，应考虑顶点附加地震作用。

按底部剪力法求得的基底剪力，假设按

FiGiHiGHjj16FEK

j

分配给各层，那么水平地震作用呈倒三角形分布。对一般层，这种分布word版

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根本符合实际。但对构造上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对于周期比拟长的构造相差更大。地震的宏观震害也说明，构造上部往往震害很严重。因此，n即顶部附加地震作用系数考虑顶部地震力的加大。n考虑了构造周期和场地的影响。且修正后的剪力分布与实际更加吻合。

n=0.08 T1+0.01=0.08×0.433+0.01=0.0447

构造横向总水平地震作用标准值：

6Tg0.9

FEK=〔〕×max×0.85Gi

T1i10.30.9

=〔〕×0.16×0.85×45100.95=2204.27kN

0.433顶点附加水平地震作用：

Fn=nFEK=0.0447×2204.27=98.53kN 各层横向地震剪力计算见表7，所示

GHFi6iiFEK(1n)

GjHjj1

表7 各层横向地震作用及楼层地震剪力

hi Hi Gi 层次 〔m〕 〔m〕 〔kN〕 GiHi 〔kN〕 GiHiGHjj16jVi Fi 〔kN〕 〔kN〕 6 5 4 3 3.3 20.75 3.3 3.3 3.3 17.45 14.15 10.86174.07 7700.86 7700.86 7700.8133668.62 141310.78 115897.94 90485.11 0.153 0.197 0.240 0.227 615.62 505.38 414.83 322.11121.00 1535.83 1858.0615.62 word版

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5 2 3.3 6 65072.27 41835.72 0.111 0.071 6 1 4.25 4.25 8123.44 注：表中第6层Fi中参加了Fn，其中Fn =137.62kN。

横向框架各层水平地震作用和地震剪力见图5。 3.5.5 横向框架抗震变形验算

多遇地震作用下，层间弹性位移验算见表8。

8 233.74 149.51 1 2091.75 2241.26 7.55 7700.8

(a) (b)

(a)水平地震作用 (b)地震剪力

图5 横向框架各层水平地震作及地震剪力

表8 横向变形验算

层层间剪力Vi 次 〔kN〕 word版

层间刚度Di 〔kN〕 层间位移ViDi 〔10 m〕-5 层高 hi 〔m〕 层间相对弹性转角 e . 6 5 4 3 2 615.62 1121.00 1535.83 1858.01 2091.75 1278484 1278484 1278484 1278484 1278484 48 88 120 145 164 3.3 3.3 3.3 3.3 3.3 1/6875 1/3750 1/2750 1/2276 1/2021 1 2241.26 469084 478 4.25 1/1077 注：层间弹性相对转角均满足要求e＜[e]=1/450，〔假设考虑填充墙抗力作用为1/550〕。

3.6 水平地震作用下横向框架的内力分析

本设计取轴线⑥上的横向框架为KJ—1代表进展计算，柱端弯矩KJ—1计算，详见表9。地震作用下框架梁端弯矩，梁端剪力及柱轴力计算见表10，结果见图6、图7。

图6 地震作用下框架梁柱弯矩图〔单位：kN·m〕

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图7 地震作用下框架梁端剪力及柱轴力〔KN〕

层 层高 层间 剪力 次 hi(m) Vi(kN) 6 5 4 3 2 1 3.3 3.3 3.3 3.3 3.3 4.25 615.62 层间 刚度 Dim Vim Di(kN/m) (kN/m) (kN) 1278424 47414 47414 47414 47414 47414 16171 B轴柱〔中柱〕 yi M上 M下 k (m) (kN·m) (kN·m) 29.86 3.27 0.45 54.20 41.4 51.16 3.27 68.66 3.27 82.24 3.27 92.01 3.27 33.48 5.71 0.50 0.50 0.50 0.50 0.55 84.41 113.29 135.70 151.82 77.59 84.41 113.29 135.70 151.82 94.83 1121.00 1278424 1535.83 1278424 1858.01 1278424 2091.75 1278424 2241.26 469084 word版

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表9 轴线⑥横向框架柱端弯矩计算

层 层高 次 hi(m) 6 5 4 3 2 1 3.3 3.3 3.3 3.3 3.3 4.25 层间 剪力 Vi(kN) 615.62 1121.00 1535.83 1858.01 2091.75 2241.26 层间 刚度 Di(kN/m) 1278424 1278424 1278424 1278424 1278424 469084 A轴柱〔边柱〕 Dim Vim yi M上 k (kN/m) (kN) (m) (kN·m) 19691 12.40 1.21 0.36 26.19 19691 19691 19691 19691 8417 21.25 1.21 28.51 1.21 34.16 1.21 38.21 1.21 47.49 1.89 0.45 0.46 0.50 0.50 0.61 38.57 50.80 56.36 63.05 88.05 M下 (kN·m) 14.73 31.56 43.28 56.36 63.05 156.53 表9 轴线⑥横向框架柱端弯矩计算

层L 次 (m) 6 5.20 5 5.20 4 5.20 3 5.20 2 5.20 1 5.20 AB跨 M左M右(kN·(kN·m) m) 26.19 12.25 Vb (KN) 5.33 L (m) 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 BC跨 M左 M右 (kN·(kN·m) m) Vb (kN) 柱轴力 NA NB (kN) (kN) -34.62 -116.02 -244.12 -406.02 -592.37 -733.31 41.95 41.95 39.95 -5.33 97.39 97.39 92.75 -16.68 153.0153.0145.7-34.33 3 4 2 192.7192.7183.5-55.93 3 5 7 222.5222.5211.9-81.56 6 6 8 177.5177.5169.1-109.8 8 2 76 53.30 28.43 11.35 82.36 44.67 17.64 99.64 56.26 21.65 119.41 151.10 64.96 25.61 51.38 28.18 表10 地震力作用下框架梁端弯矩、梁端剪力及柱轴力

3.7 竖向荷载作用下横向框架的内力分析

仍取⑥轴线上的中框架计算分析。 荷载计算

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图8 屋〔楼〕面板支承梁的荷载

经判断知该设计中的屋〔楼〕面板均为双向板，屋面均布恒载及活载均为梯形分布及三角形分布传给梁，计算如下：

⑴第6层梁的均布线荷载：

AB跨：

屋面均布恒载传给梁 6.21×3.2×0.891=19.92kN/m 横梁自重〔包括抹灰〕 0.34×0.65×25=5.53kN/m 恒载： 25.45kN/m

BC跨：

屋面均布恒载传给梁 6.21×2.2×0.625=8.15kN/m 横梁自重〔包括抹灰〕 0.34×0.65×25=5.53kN/m 恒载： 13.68kN/m ⑵第6层活荷载：

AB跨：2.0×3.2×0.891=6.42kN/m BC跨： 2.0×2.2×0.625=2.63kN/m ⑶第6层框架节点集中荷载标准值： 边柱连系梁自重〔包括抹灰〕

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〔3.2×2-0.5〕×0.34×0.65×25=37.02kN

边柱次梁自重〔包括抹灰〕

3.2×0.34×0.40×25=12.24kN

1.2m高女儿墙自重〔包括抹灰〕

1.2×0.29×〔3.2×2-0.5〕×8=18.65kN

连系梁传来屋面自重〔包括抹灰〕

6.21×〔3.2×3.6+3.2×1.8/2〕=100.60kN 顶层边节点集中荷载： 168.51kN

中柱连系梁自重〔包括抹灰〕

〔3.2×2-0.55〕×0.34×0.65×25=36.74kN

中柱次梁自重〔包括抹灰〕

〔3.2+1.05〕×0.34×0.40×25=15.81kN

连系梁传来屋面自重

5.2×〔3.2×3.6+3.2×1.8/2+6.15×1.05〕=140.70kN 顶层中节点集中荷载： 193.25kN

⑷第1、2、3、4、5层梁的均布线荷载： AB跨： 卧房段

楼面均布恒载传给梁 4.8×3.2×0.891=15.40kN/m 横梁自重〔包括抹灰〕 0.34×0.65×25=5.53kN/m 横墙自重〔包括抹灰〕 0.24×〔3.2-0.65〕×8=5.09kN/m 恒载： 26.02kN/m

卫生间段

楼面均布恒载传给梁 4.8×2.06×0.891=8.81kN/m 横梁自重〔包括抹灰〕 0.34×0.65×25=5.53kN/m 横墙自重〔包括抹灰〕 0.24×〔3.3-0.65〕×8=5.09kN/m 恒载： 19.43kN/m

BC跨：

屋面均布恒载传给梁 4.8×2.2×0.625=6.30kN/m 横梁自重〔包括抹灰〕 0.34×0.65×25=5.53kN/m word版

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恒载： 11.83kN/m ⑸第1、2、3、4、5层活荷载： AB跨： 2×3.2×0.891=6.42kN/m BC跨： 2×2.2×0.625=2.63kN/m

⑹第1、2、3、4、5楼面框架节点集中荷载标准值： 边柱连系梁自重〔包括抹灰〕

〔3.2×2-0.5〕×0.34×0.65×25=37.02kN

边柱次梁自重〔包括抹灰〕

3.2×0.34×0.40×25=12.24kN

外纵墙自重〔包括抹灰〕

〔3.2×2-0.5〕×0.29×〔3.3-0.65〕×8=41.19kN

连系梁传来楼面自重

4.8×〔3.2×3.6+3.2×1.8/2〕=77.76kN 标准层边节点集中荷载 ： 168.21kN

中柱连系梁自重〔包括抹灰〕

〔3.2×2-0.55〕×0.34×0.65×25=36.74kN

中柱次梁自重〔包括抹灰〕

〔3.2+1.05〕×0.34×0.40×25=15.81kN

内纵墙自重〔包括抹灰〕

〔3.2×2-0.55〕×0.24×〔3.3-0.65〕×8=33.84kN

连系梁传来楼面自重

4.8×〔3.2×3.6+3.2×1.8/2+6.15×1.05〕=108.76kN

标准层中节点集中荷载： 195.15kN 中框架恒载及活荷载见图9、图10 用分层法计算框架弯矩

竖向荷载作用下框架的内力分析，除活荷载较大的工业厂房外，对一般的工业与民用建筑可以不考虑活荷载的不利布置。这样求得的框架内力，梁跨中弯矩较考虑活荷载不利布置法求得的弯矩偏低，但当活荷载在总荷载比例较小时，其影响很小，假设活载占总荷载例较大，可在截面配筋时，将跨中弯矩乘1.1～1.2的放大系数予以调整。

.1 固端弯矩计算：

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表11：

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193.25KN168.51KN25.45KN/mA6190.52KNA26.02KN/m5190.52KNA4190.52KNA326.02KN/m26.02KN/m26.02KN/m190.52KNA2190.52KN26.02KN/mA125.45KN/m13.68KN/mD6C6B642.54KN221.95KN42.54KN26.02KN/m19.43KN/m11.83KN/m19.43KN/mD5C5B542.54KN221.95KN42.54KN19.43KN/m11.83KN/m19.43KN/m26.02KN/mD4C4B442.54KN221.95KN42.54KN19.43KN/m11.83KN/m19.43KN/m26.02KN/mD3C3B342.54KN221.95KN42.54KN19.43KN/m11.83KN/m19.43KN/m26.02KN/mD2C2B242.54KN221.95KN42.54KN19.43KN/m11.83KN/m19.43KN/m26.02KN/mE1C1B1A0B0C0D0540024005400图9 恒荷载作用下框架的受荷简图word版

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32.40KN45.32KN6.42KN/mA633.39KNA533.39KNA433.39KNA36.42KN/m6.42KN/m6.42KN/m6.42KN/m33.39KNA233.39KN6.42KN/mA16.42KN/m2.63KN/mD6C6B611.86KN18.30KN11.86KN6.42KN/m3.67KN/m2.63KN/m3.67KN/mD5C5B511.86KN18.30KN11.86KN6.42KN/m3.67KN/m2.63KN/m3.67KN/mD4C4B411.86KN18.30KN11.86KN6.42KN/m3.67KN/m2.63KN/m3.67KN/mD3C3B311.86KN18.30KN11.86KN6.42KN/m3.67KN/m2.63KN/m3.67KN/mD2C2B211.86KN18.30KN11.86KN6.42KN/m3.67KN/m2.63KN/m3.67KN/mE1C1B1A0B0C0D0540024005400

图10 活荷载作用下框架的受荷简图

表11 固端弯矩计算

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.

跨简图固端弯矩 简图（.112×25.45×7.2跨固端弯矩 （.×7.2=109.94112×13.68×2.4×2.4=5.03112.414.350.9727.73

.2 分配系数计算： 考虑框架对称性，取半框架计算，柱线刚度乘0.9的折减系数〔底层柱除外〕，半框架的梁柱线刚度如图12所示。切断的横梁线刚度为原来的2倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。

A柱顶层节点：

4Kc44.27下柱0.4274Kc4Kb44.2745.73

4Kb45.73梁0.5734Kc4Kb44.2745.73其他层的分配系数见图12、图13

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AB4

图11 半框架梁柱线刚度示意〔10kN.m〕

图12 恒载弯矩分配表〔kN.m〕

6 5 4

上柱 下柱 0.427 46.94 5.89 52.83 ↓ 17.61 0.299 33.61 3.29 36.90 ↓ 12.30 左梁 0.573 -109.94 63.00 -13.80 7.91 -52.83 0.402 -112.41 45.19 -11.02 4.43 -73.80 右梁 0.263 109.94 -27.59 31.5 -8.28 105.57 上柱 下柱 左梁

0.299 33.61 3.29 36.90 ↑ 12.30 0.287 0.450 -5.03 -30.11 -47.21 -9.04 -14.18 -39.15 -66.42 ↓ -13.05 0.204 0.223 0223 0.350 112.41 -4.35 -22.04 -24.10 -24.10 -37.82 22.60 -4.61 -5.04 -5.04 -7.91 108.36 -29.14 -29.14 -50.08 ↑ ↓ -9.71 -9.71 0.204 0.223 0223 0.350 112.41 -4.35 -22.04 -24.10 -24.10 -37.82 0.299 0.299 0.402 -112.41 33.61 33.61 45.19 word版

.

3 2 1

-11.02 3.29 3.29 4.43 36.90 36.90 -73.80 ↑ ↓ 12.30 12.30 22.60 -4.61 -5.04 -5.04 -7.91 108.36 -29.14 -29.14 -50.08 ↑ ↓ -9.71 -9.71 0.204 0.223 0223 0.350 112.41 -4.35 -22.04 -24.10 -24.10 -37.82 22.60 -4.61 -5.04 -5.04 -7.91 108.36 -29.14 -29.14 -50.08 ↑ ↓ -9.71 -9.71 0.204 0.223 0223 0.350 112.41 -4.35 -22.04 -24.10 -24.10 -37.82 22.60 -4.61 -5.04 -5.04 -7.91 108.36 -29.14 -29.14 -50.08 ↑ ↓ -9.71 -9.71 0.218 0.238 0.169 0.375 112.41 -4.35 -23.56 -25.72 -18.26 -40.52 24.73 -5.39 -5.89 -4.18 -9.27 108.19 -31.61 -22.44 -54.14 ↑ -10.46 ↓ B -11.22 0.299 0.299 0.402 33.61 3.29 36.90 ↑ 12.30 33.61 3.29 36.90 ↑ 12.30 0.328 36.87 3.86 40.73 ↑ 13.10 A 33.61 3.29 36.90 ↓ 12.30 33.61 3.29 36.90 ↓ 12.30 0.232 26.08 2.73 28.81 ↓ 13.90 -112.41 45.19 -11.02 4.43 -73.80 -112.41 45.19 -11.02 4.43 -73.80 0.440 -112.41 49.46 -11.78 5.19 -69.54 0.299 0.299 0.402

图13 活载弯矩分配图〔kN.m〕

6 5

上柱 下柱 左梁 0.573 -27.73 15.89 -3.52 2.02 -13.34 0.402 -27.73 右梁 上柱 下柱 0.287 -7.68 -2.28 -9.96 ↓ -3.32 0223 左梁 0.450 -0.97 -12.04 -3.58 -16.59 0.350 -0.97 0.427 11.84 1.50 13.34 ↓ 4.45 0.299 0.299 0.263 27.73 -7.04 7.95 -2.09 26.55 0.204 0.223 27.73 word版

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4 3 2

8.29 0.82 9.11 ↑ 3.04 8.29 0.82 9.11 ↓ 3.04 0.299 8.29 0.82 9.11 ↓ 3.04 0.299 8.29 0.82 9.11 ↓ 3.04 0.299 8.29 0.82 9.11 ↓ 3.04 11.15 -2.73 1.09 -18.22 0.402 -27.73 11.15 -2.73 1.09 -18.22 0.402 -27.73 11.15 -2.73 1.09 -18.22 0.402 -27.73 11.15 -2.73 1.09 -18.22 0.440 -27.73 12.20 -2.92 1.28 -17.17 -5.46 5.58 -1.14 26.71 0.204 27.73 -5.46 5.58 -1.14 26.71 0.204 27.73 -5.46 5.58 -1.14 26.71 0.204 27.73 -5.46 5.58 -1.14 26.71 0.218 27.73 -5.83 6.10 -1.33 26.67 -5.97 -1.24 -7.21 ↑ -2.40 -5.97 -1.24 -7.21 ↓ -2.40 0223 -5.97 -1.24 -7.21 ↓ -2.40 0223 -5.97 -1.24 -7.21 ↓ -2.40 0223 -5.97 -1.24 -7.21 ↓ -2.40 0.169 -4.52 -1.03 -5.55 ↓ -2.78 -9.37 -1.95 -12.29 0.350 -0.97 -9.37 -1.95 -12.29 0.350 -0.97 -9.37 -1.95 -12.29 0.350 -0.97 -9.37 -1.95 -12.29 0.375 -0.97 -10.04 -2.29 -13.30 0.299 8.29 0.82 9.11 ↑ 3.04 0.223 -5.97 -1.24 -7.21 ↑ -2.40 0.299 8.29 0.82 9.11 ↑ 3.04 0.223 -5.97 -1.24 -7.21 ↑ -2.40 0.299 8.29 0.82 9.11 ↑ 3.04 0.223 -5.97 -1.24 -7.21 ↑ -2.40 0.238 -6.37 -1.45 -7.82 ↑ -2.61 B

1 0.328 0.232 9.10 6.43 0.96 0.68 10.06 7.11 ↑ 3.35 ↓ A 3.56

.3 传递系数： word版

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对于梁，远端固定，传递系数为1/2； 远端滑动铰支，传递系数为-1。 对于框架柱，楼层柱传递系数为1/3；底层柱传递系数为1/2。 .4 弯矩分配：

将各分层法求得的弯矩图叠加，可得整个框架构造在恒荷载和活荷载作用下的弯矩图。为提高精度，对于弯矩不平衡的结点，将结点不平衡弯矩〔即柱传弯矩〕再分配一次进展修正。

恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图12，框架的弯矩图见图14；活荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图13，框架的弯矩图见图15。

竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒荷载及活荷载弯矩图见图14及图15中括号内数值。

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图14 恒载作用下框架弯矩图〔kN.m〕

图15 活载作用下框架弯矩图〔kN.m〕

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梁端剪力及柱轴力的计算 梁端剪力：VVqVm

式中：Vq——梁上均布荷载引起的剪力，V1ql； 2Vm——梁端弯矩引起的剪力，VmM左M右； l柱轴力： NVP

式中：V——梁端剪力； P——节点集中力及柱自重；

以AB跨，六层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。 由图11查得梁上均布荷载为： 第六层：q=25.45kN/m 集中荷载：168.51kN

第五层：q=26.02kN/m 集中荷载：190.52kN 边柱自重： 22.31kN 中柱自重： 26.80kN

由图15查得 六层梁端弯矩： M左=58.98kN·m〔47.18kN·m〕

M右=108.12kN·m〔86.50kN·m〕 五层梁端弯矩：

M左=85.81kN·m〔68.65kN·m〕 M右=112.99kN·m〔90.39kN·m〕 括号内为调幅的数值。

1六层梁端剪力：VqA =VqB =ql=1/2×25.45×7.20=91.62kN

2调幅前： VmA= VmB=〔58.98-108.12〕/7.20=-6.83kN VA=VqA+VmA=91.62-6.83=84.79kN

VB=VqB-VmB=91.62+6.83=98.45kN

调幅后：VmA= VmB=〔47.18-86.50〕/7.20=-5.46kN

VA=VqA+VmA=91.62-5.46=86.16kN VB=VqB-VmB=91.62+5.46=97.08kN

同理可得五层梁端剪力：

调幅前：VA=1/2×26.02×7.20+(85.81-112.99)/7.20=89.90kN word版

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VB=1/2×26.02×7.20-(85.81-112.99)/7.20=97.45kN

调幅后：VA=1/2×26.02×7.20+(68.65-90.39)/7.20=90.65kN VB=1/2×26.02×7.20-(68.65-90.39)/7.20=96.69kN

六层A柱柱顶及柱底轴力：N顶=VP =86.16+168.51=254.67kN

N底=254.67+22.31=276.98kN

五层A柱柱顶及柱底轴力：N顶=276.98+90.65+190.52=558.15kN

N底= 558.15+22.31=580.46kN

其他层梁端剪力及柱轴力计算见表14，表15。

表14 恒载作用下梁端剪力及柱轴力

荷载引起剪力 弯矩引起剪力 BC跨 Vmb=Vmc (kN) 总剪力 AB跨 VA (kN) VB (kN) BC跨 VB= VC (kN) N顶 (kN) A N底 (kN) N顶 (kN) 柱轴力 B N底 (kN) AB跨 BC跨 AB跨 层 次 VqA=Vq=VmA= BVqC VmB VqB (kN) (kN) (kN) 6 91.62 14.36 5 93.67 12.42 4 93.67 12.42 3 93.67 12.42 2 93.67 12.42 1 93.67 12.42 -6.83 0 (-5.46) -3.78 0 (-3.02) -3.98 0 (-3.18) -3.98 0 (-3.18) -3.95 0 (-3.16) -4.91 0 (-3.93) 84.79 98.45 14.36 254.67 (86.16) (97.08) 89.89 97.45 12.42 535.84 (90.65) (96.69) 89.69 97.65 12.42 816.85 (90.49) (96.85) 276.98 558.15 839.16 306.06 637.88 969.90 332.86 664.68 996.70 89.69 97.65 12.42 1097.86 1120.17 1301.92 1328.72 (90.49) (96.85) 89.72 97.62 12.42 1378.89 1401.20 1621.49 1648.29 (90.51) (96.83) 88.76 98.58 12.42 1659.15 1696.69 1954.44 1999.26 (89.74) (97.60)

表15 活载作用下梁端剪力及柱轴力

层 荷载引起剪力 弯矩引起剪力 总剪力 柱轴力 word版

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次 AB跨 VqA=VB (KN) 6 5 4 3 2 1 BC跨 VqB=VqC (KN) AB跨 VmA=-VmB (KN) BC跨 Vmb=Vmc (KN) AB跨 VA (KN) VB (KN) BC跨 VB= VC (KN) A N顶=N底 (KN) B N顶=N底 (KN) 23.11 2.76 23.11 2.76 23.11 2.76 23.11 2.76 23.11 2.76 23.11 2.76 -1.71 0 (-1.37) -0.92 0 (-0.74) -0.97 0 (-0.78) -0.97 0 (-0.78) -0.96 0 (-0.77) -1.21 0 (-0.96) 21.40 24.82 2.76 (21.74) (24.48) 22.19 24.03 2.76 (22.37) (23.85) 22.14 24.08 2.76 (22.33) (23.89) 22.14 24.08 2.76 (22.33) (23.89) 22.15 24.07 2.76 (22.34) (23.88) 21.90 24.32 2.76 (22.15) (24.07) 21.74 44.11 66.44 88.77 111.11 133.26 27.58 54.37 81.21 108.05 134.88 161.96 3.8风荷载作用下横向框架的内力分析

风荷载标准值计算

风压标准值计算公式为：w=βZμSμZω0本地区根本风压为： ω0=0.30kN/m2

地面粗糙类别为B类；

表16 层次 1 2 3 4 5 6 Hi〔第i层距离室外地面的高度〕 4.65 7.95 11.25 14.55 17.85 22.35 表17 离地面高度〔m〕z 4.65 7.95 11.25 14.55 17.85 22.35 风压高度变化系数μZ 1.00 1.00 1.04 1.14 1.20 1.29 因为构造高度H=26.75<30m,故取βZ=1.0, μS=1.3 表18 z〔m〕 4.65 7.95 11.25 14.55 17.85 22.35 ωk〔kN/m2〕 0.39 0.39 0.41 0.44 0.47 0.50 word版

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转化为集中荷载〔受荷面与计算单元同〕

6层： FW6K=7.20.50〔1.20+3.3/2〕=10.26kN 5层： FW5K=7.23.3〔0.50+0.47〕/2=11.52kN 4层： FW4K=7.23.3〔0.47+0.44〕/2=10.82kN 3层： FW3K=7.23.3〔0.44+0.41〕/2=10.10kN 2层： FW2K=7.23.3〔0.41+0.39〕/2=9.50kN

1层： FW1K=7.20.393.3=9.27kN〔如图16所示〕

10.26KN11.52KN10.82KN10.10KN9.50KN9.27KNFW6KFW5KFW4KFW3KFW2KFW1K0.500.500.470.470.440.440.410.410.390.390.39A6B6B5B4B3B2B1C6C5C4C3C2C1D6A5D5A4A3D4D3A2D2A1D1A0B0C0D0图16 框架受风荷载作用图（标准值）

风荷载作用下的内力分析

采用D值法，其计算结果如下： 10.26kN α=0.377 ∑D=134210 α=0.620 D=19691 D=47414 word版

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层 层高 V6=10.26kN

层间 剪力 层间 刚度 V6=10.26kN

B轴柱〔中柱〕 VA6=D·V6/∑D=1.51kN VB6=3.62kN 11.52kN α=0.377 D=19691 V5=21.78kN VA5=3.20kN 10.82kN α=0.377 D=19691 V4=32.60kN 10.10kN VA4=4.78kN α=0.620 D=47414 V5=21.78kN VB5=7.69kN α=0.620 D=47414 V4=32.60kN VB4=11.52kN α=0.377 D=19691 V3=42.70kN VA3=6.26kN α=0.620 D=47414 V3=42.70kN VB3=15.09kN 9.50kN α=0.377 D=19691 V2=52.20kN VA2=7.66kN α=0.620 D=47414 V2=52.20kN VB2=18.44kN 9.27kN α=0.596 D=11114 V1=61.47kN VA=10.45kN ∑D=65370 α=0.790 D=21571 V1=61.47kN VB=20.28kN A B

风荷载作用下框架的内力计算

风荷载作用下的弯矩，剪力和轴力图如图17，18，19所示。

表19 风荷载作用下柱端弯矩计算〔B〕

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Di Vim (kN/m) (kN) 6 3.3 5 4 3 2 1 3.3 3.3 3.3 3.3 4.25 AB跨134210 10.26 21.78 32.60 42.70 52.20 61.47 134210 134210 134210 134210 65370 47414 47414 47414 47414 47414 21571 3.62 7.69 k BC跨 3.27 3.27 yi (m) 0.45 0.50 0.50 0.50 0.50 0.55 M上 M下 (kN·m) (kN·m) 6.57 12.69 19.01 24.90 30.43 42.44 柱轴力5.38 12.69 19.01 24.90 30.43 51.87 11.52 3.27 15.09 3.27 18.44 3.27 20.28 4.65 注：表中yi=y0+y1+y2+y 3；Vim= ViDi/∑D；M下= Vim yihi；M上= Vim( 1-yi)hi

表20 风荷载作用下柱端弯矩计算〔A〕

注：表中yi = y0+y1+y2+y 3；Vim= ViDi/∑D；M下= Vim yihi；M上= Vim( 1-yi)hi0

层 层高 层间 剪力 次 hi(m) Vi(kN) 6 5 4 3 2 1 3.3 3.3 3.3 3.3 3.3 4.65 10.26 21.78 32.60 42.70 52.20 61.47 层间 刚度 ∑D (kN/m) 134210 134210 134210 134210 134210 65370 Dim (kN/m) Vim (kN) A轴柱〔边柱〕 yi M上 M下 k (m) (kN·m) (kN·m) 1.21 1.21 1.21 1.21 1.21 1.71 0.36 0.45 0.46 0.50 0.50 0.61 3.19 5.81 8.52 10.33 12.64 18.95 1.79 4.75 7.26 10.33 12.64 29.64 19691 1.51 19691 19691 19691 19691 3.20 4.78 6.26 7.66 11114 10.45 表21风荷载作用下框架梁端弯矩、梁端剪力及柱轴力

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. 层次 L (m) M左M右(kN·(kN·m) m) 3.19 7.60 13.27 17.59 1.48 4.08 7.16 9.92 Vb (KN) L (m) M左 M右 (kN·(kN·m) m) 5.09 5.09 Vb (kN) NA (kN) -0.65 -2.27 -5.11 -8.93 -13.86 -20.53 NB (kN) -4.85 -18.17 -41.44 -73.81 -114.60 -168.32 6 5.20 5 5.20 4 5.20 3 5.20 2 5.20 1 5.20 -0.65 -1.62 -2.84 -3.82 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 -4.85 22.97 12.50 -4.93 31.59 16.46 -6.67 13.99 13.99 -13.32 24.54 24.54 -23.37 33.99 33.99 -32.37 42.83 42.83 -40.79 56.41 56.41 -53.72

1.483.193.191.797.604.7513.277.2617.5910.3322.9712.6431.5912.6424.9042.8318.9530.4356.4110.335.815.095.3813.9912.6924.5419.0133.996.574.0812.697.1619.019.9224.9012.5030.4316.4642.448.5229.64A51.87B图17 风荷载作用下框架的弯矩图（单位KN.m)word版

.

0.654.85--1.51+1.623.62+13.32--3.20+2.847.69+23.37--4.78+3.8211.52+32.37--6.26+4.9315.09+40.79--7.66+6.6718.44+53.72--+10.45+20.28AB图18 风荷载作用下框架的剪力图（单位：KN）

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-0.65-2.27-5.11-8.93-13.86-4.85-18.17-41.44-73.81-114.60-20.53AB-168.32图19 风荷载作用下框架的轴力图（单位：KN）

3.9 内力组合

3.9.1 框架内力组合

在恒载和活载作用下，跨间Mmax可以近似取跨中的M代替

MM右1Mmaxql2左

82式中：M左、M右——梁左、右端弯矩，见图9、10括号内的数值

11跨中M假设小于ql2应取M＝ql2

1616在竖向荷载与地震组合时,跨间最大弯矩MGE采用数解法计算,如图20所示

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图20 框架梁内力组合图

图中：MGA、MGB——重力荷载作用下梁端的弯矩；

MEA、MEB——水平地震作用下梁端的弯矩；

RA、RB——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力；

ql1对RB作用点取矩 RA＝-(MGB - MGA+MEA +MEB)

2lqx2X处截面弯矩为 =RAx-- MGA+ MEA 2d由M=0,可求得跨间Mmax的位置为x1=RA

qdx将x1代入任一截面x处的弯矩表达式,可得跨间最大弯矩为

2qx- MGA+ MEA Mmax=MGE= RA- MGA+ MEA=22q2当右震时公式中MEA、MEB反号

MGE及x1的具体数据见表22,表中RA、MGE、x1均有两组数据

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表22 MGE及X1值计算

工程 跨 层 次 6 5 AB 4 跨 3 2 1 BC 6 跨 5 4 3 2 1 工程 跨 层 次 6 5 AB 4 跨 3 2 1 BC 6 跨 5 4 3 2 1

1.2(恒+0.5活) 1.3地震 MGA (kN·m) 63.75 92.57 90.25 90.25 90.63 80.85 67.01 45.37 46.64 46.64 46.34 54.43 MGB (kN·m) 116.84 103.77 121.09 121.09 121.27 118.95 67.01 45.37 46.64 46.64 46.34 54.43 MEA (kN·m) 34.05 69.29 107.07 129.53 155.23 196.43 54.54 126.61 198.94 250.55 289.33 230.85 MEB (kN·m) 15.93 36.96 58.07 77.14 84.45 67.38 54.54 126.61 198.94 250.55 289.33 230.85 q (kN/m) 34.39 35.08 17.99 15.77 l (m) 7.20 2.10 RA (kN) 109.49 109.98 99.07 93.30 88.74 84.36 -33.05 -104.02 -172.91 -222.06 -258.99 -203.30 x1 (m) 3.18 3.13 2.82 2.66 2.53 2.40 -1.84 -6.60 -10.96 -14.08 -16.42 -12.89 MGE (kN·m) 141.61 122.36 124.75 124.75 126.38 127.14 -57.09 -36.68 -37.95 -37.95 -37.95 -45.74 qx2注：当X＞l或X＜0时，表示最大弯矩发生在支座处，用M=RAx-21

1

- MGA± MEA计算

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梁内力组合见表23

表23 梁内力组合 层 次 位置 内力 竖向荷载组合 1.35恒+0.7活 -72.02 131.53 -131.99 -150.28 -75.70 21.32 149.76 -70.95 -104.56 138.04 -137.64 -148.38 -51.24 18.70 135.64 -46.99 -101.94 137.29 -136.78 -148.68 -52.68 竖向荷载组合 1.2恒+1.4活 -73.26 133.83 -134.24 -152.89 -76.94 21.10 152.40 -71.59 -106.15 140.10 -139.69 -150.58 -51.95 18.77 137.65 -47.04 -103.47 139.85 -138.80 -150.89 -53.43 竖向荷载与地震力组合 1.2恒±1.4风 -52.15 102.48 -105.87 -119.05 -52.44 10.44 118.89 -56.24 -71.74 106.51 -114.81 -119.21 -20.84 -3.74 109.37 -37.55 -61.75 104.61 -117.83 -121.16 -7.19 -61.08 104.30 -101.73 -117.23 -66.69 24.02 116.51 -56.24 -93.02 111.05 -102.76 -114.67 -60.01 33.55 104.44 -37.55 -98.91 112.56 -97.78 -113.20 -75.90 竖向荷载与地震力组合 1.2恒+0.9(1.4活±1.4风) -67.58 -75.62 129.97 131.60 -133.06 -129.33 -150.23 -148.59 -68.79 -61.62 14.60 26.82 150.00 147.86 -70.05 -70.05 -94.20 -113.35 134.93 139.01 -141.71 -131.43 -149.26 -145.18 -33.17 -68.43 1.60 35.16 136.17 131.73 -46.09 -46.09 -84.44 -117.88 133.15 140.30 -144.73 -126.68 -151.10 -143.94 -16.70 -78.54 竖向荷载与地震力组合 1.2(恒+0.5活)±1.3地震 -29.70 -97.79 109.51 123.37 -132.77 -100.92 -139.96 -126.10 -12.48 -121.55 -33.05 70.82 141.63 123.51 -62.82 -62.82 -23.28 -161.86 107.45 136.96 -158.81 -84.89 -146.11 -116.60 81.24 -117.97 -104.02 137.14 136.91 103.26 -41.62 -41.62 16.82 -197.31 99.05 144.92 -179.16 -63.02 -154.56 -108.70 152.30 -245.58 6层 5层 4层 A右 B左 B右 跨中 A右 B左 B右 跨中 A右 B左 B右 M V M V M V MAB MBC M V M V M V MAB MBC M V M V M word版

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跨中 A右 B左 B右 跨中 V MAB MBC M V M V M V MAB MBC 18.70 137.39 -48.43 -101.94 137.29 -136.78 -148.68 -52.68 18.70 137.39 -48.43 18.77 139.44 -48.52 -103.47 139.85 -138.80 -150.89 -53.43 18.77 139.44 -48.52 -17.81 112.55 -38.66 -55.70 103.24 -121.70 -122.53 6.04 -30.41 113.64 -38.66 47.62 -11.06 103.98 140.18 -38.66 -47.53 -104.95 -78.99 113.94 131.91 -93.92 -148.20 -111.83 -152.33 -89.13 -9.41 60.22 -22.40 102.89 141.16 -38.66 -47.53 47.83 132.47 -47.53 -123.32 141.54 -123.21 -142.71 -95.07 59.17 131.49 -47.53 -172.90 146.13 -42.18 39.29 -7.55 -194.23 -159.77 203.91 -222.06 149.82 -42.89 206.02 97.12 -42.18 -219.78 251.52 -47.95 -103.48 -297.19 255.18 93.43 -42.89 3层 续表23 A右 B左 B右 跨中 A右 B左 B右 跨中 M V M V M V MAB MBC M V M V M V MAB MBC -102.37 137.83 -136.99 148.64 -52.34 18.70 137.07 -48.09 -91.33 136.65 -134.36 -150.11 -61.48 18.70 143.90 -57.23 -103.93 139.89 -139.02 150.84 -53.08 18.77 139.10 -48.07 -92.70 138.70 -136.35 -152.34 -62.37 18.77 146.05 -57.46 -48.49 101.71 -125.46 124.05 18.68 -42.20 115.36 -38.40 -27.74 111.03 -128.94 -127.63 30.49 -60.30 134.58 -45.60 -112.81 -72.66 115.51 130.55 -90.46 -151.66 110.24 153.68 -101.24 2.06 72.01 -33.01 100.69 142.60 -38.40 -47.19 -116.19 -50.82 98.35 127.19 -82.86 -154.04 -108.96 -157.34 -127.45 10.10 90.11 -49.31 92.22 161.82 -45.60 -56.27 -130.55 142.97 -120.16 141.26 -105.87 69.78 129.39 -47.19 -130.43 118.79 -112.57 -140.54 -132.06 86.07 123.72 -56.27 64.60 88.72 -208.72 164.88 242.99 -258.99 156.74 -42.59 115.58 84.34 -186.33 -169.52 176.42 -203.30 191.92 -50.68 -245.86 155.31 -36.82 98.29 -335.67 292.11 85.95 -42.59 -277.28 157.61 -51.57 -96.25 -285.29 236.42 62.86 -50.68 2层 1层 表中恒载和活载的组合,梁端弯矩取调幅后的数值,剪力取调幅前的较大值如图21所示。图中M左、M右为调幅前弯矩值，M左′、M右′为调幅后弯矩值。剪力值应取V左和V左′具体数值见表14、表15。

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图21调幅前后剪力值变化

柱内力组合

框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面组合结果见表25、表26。表中系数是考虑计算截面以上各层活载不总是同时满布而对楼面均布活载的一个折减系数，称为活载按楼层的折减系数，取值见表24

表24 活荷载按楼层的折减系数

墙,柱,根底计算截面以上的层数 1 计算截面以上各楼层 1.00 活荷载的折减系数 (0.90) 2～3 0.85 4～5 0.70 6～8 0.65 9～20 ＞20 0.60 0.55

表25 A柱内力组合表

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竖向荷载组合 1.35恒+0.7活 90.03 358.98 69.43 389.14 -66.19 60.23 778.40 62.63 809.87 -51.89 62.63 1202.52 62.63 1232.63 -52.91 61.55 1615.96 61.18 1646.08 -52.74 61.33 2036.42 72.08 2066.54 -57.80 37.96 2309.33 21.07 2383.81 -15.72 竖向荷载组合 1.2恒+1.4活 91.58 336.04 70.52 362.81 -67.29 60.09 721.07 62.50 749.04 -52.66 62.50 1112.83 62.50 1139.60 -53.70 60.33 1484.74 59.96 1511.51 -53.52 60.26 1870.64 70.66 1897.42 -58.69 36.99 2246.11 34.39 2222.59 -15.95 竖向荷载与风荷载组合 1.2恒±1.4风 66.31 306.51 52.17 333.29 -49.17 40.17 671.76 43.56 699.73 -34.76 38.28 1040.92 40.04 1067.69 -32.52 35.75 1410.25 35.46 1437.02 -29.56 32.22 1781.16 41.11 1807.93 -30.84 4.62 2153.58 -10.34 2203.78 5.00 75.24 304.69 57.18 331.47 -54.97 56.43 665.40 56.86 693.37 -47.03 62.14 60.37 竖向荷载与风荷载组合 1.2恒+0.9(1.4活±1.4风) 93.52 85.48 332.18 71.19 358.95 -63.16 66.23 712.96 67.26 740.93 -45.96 72.01 70.42 333.82 66.68 360.59 -68.37 51.59 718.68 55.29 746.65 -57.00 50.54 52.12 竖向荷载与地震力组合 1.2(恒+0.5活)±1.3地震 113.74 45.65 311.72 80.61 338.49 -36.50 103.50 669.39 96.50 697.36 -8.09 121.52 111.74 325.58 42.32 352.35 -80.68 3.21 712.76 14.45 740.73 -83.78 -10.56 -0.79 层次 位置 内力 柱顶 6层 柱底 M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) 柱顶 5层 柱底 柱顶 4层 柱底 1026.61 1098.48 1111.36 1023.03 1112.26 1053.38 1125.25 1138.13 1049.80 1139.04 -50.86 -44.25 -60.75 3.93 -97.60 64.67 72.33 48.26 127.81 -18.73 1385.25 1464.79 1487.29 1362.27 1507.79 64.38 71.97 45.94 127.49 -19.05 1412.02 1491.56 1514.07 1389.04 1534.56 -53.58 -41.52 -63.14 14.14 -107.52 67.62 75.15 43.30 136.32 -27.61 1742.35 1842.29 1877.22 1702.37 1914.48 76.50 85.40 53.55 145.85 -18.08 1769.12 1869.06 1903.99 1729.14 1941.25 -60.21 -44.15 -70.59 16.87 -119.21 57.68 60.28 12.52 148.12 -80.81 2096.10 2208.11 2259.85 1926.77 2159.65 -111.454 2146.29 2266.70 2318.44 2084.32 2258.67 -29.71 12.49 18.81 48.59 -76.42 72.65 57.55 -17.14 148.81 柱顶 3层 柱底 柱顶 2层 柱底 柱顶 1层 柱底

表26 B柱内力组合表

层次 位置 内力 竖向荷载组合 竖向荷载组合 竖向荷载与风荷载 组合 竖向荷载与风荷载组合 竖向荷载与地震力组合 word版

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1.35恒+0.7活 柱顶 6层 柱底 M(kN·m) N(kN) M(kN·m) N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) 柱底 N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) 柱底 N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) 柱底 N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) 柱底 N(kN) V(kN) M(kN·m) N(kN) M(kN·m) 柱底 N(kN) V(kN) -70.36 432.49 -56.57 468.67 52.69 -50.55 929.67 -53.84 965.85 42.95 -53.84 1430.04 -53.84 1466.22 43.63 -50.77 1919.08 -50.53 1955.26 43.53 -51.56 2416.59 -57.39 2452.77 46.86 -30.42 2769.64 -16.41 2812.37 12.46 1.2恒+1.4活 -71.62 405.88 -57.48 438.04 53.59 -50.44 862.32 -51.56 894.48 43.39 -51.56 1324.84 -51.56 1357.00 44.29 -49.77 1764.67 -49.54 1796.83 44.18 -50.65 2221.51 -56.27 2253.67 47.58 -29.64 2546.27 -17.36 2625.86 12.64 1.2恒±1.4风 -64.48 360.48 -52.06 392.64 48.38 -58.29 772.18 -59.18 804.34 48.76 -51.56 1170.18 -51.56 1202.34 56.47 -76.27 1555.45 -76.08 1587.61 63.23 -84.72 2046.73 -89.41 2078.89 72.28 -84.38 2285.38 -86.08 2335.58 43.56 -46.09 374.06 -37.00 406.22 34.49 -22.76 823.05 -23.65 855.21 19.25 -27.68 -27.68 1.2恒+0.9(1.4活±1.4风) -78.27 -61.71 395.91 -62.97 428.07 53.71 -67.01 832.95 -66.54 865.11 55.73 -74.50 -74.50 408.13 -49.41 440.29 41.21 -35.03 878.74 -34.56 910.90 29.17 -26.60 -26.60 1.2(恒+0.5活)±1.3地震 -132.75 8.17 339.33 -103.90 371.49 98.23 -154.51 675.04 -155.50 428.31 3.74 460.47 -4.94 64.96 975.65 63.97 柱顶 5层 柱顶 4层 707.20 1007.81 129.13 -53.08 -193.04 101.51 952.78 -193.04 1586.45 101.51 1286.22 1262.96 1378.99 柱顶 3层 1318.38 1295.12 1411.15 984.94 1618.61 12.29 63.18 23.42 160.89 -83.64 -6.55 -80.31 -17.56 -221.40 131.41 1762.12 1661.08 1847.08 1176.86 2231.47 -6.36 -80.08 -17.37 -221.19 131.62 1794.28 1693.24 1879.24 1209.02 2263.63 5.36 69.24 17.15 184.99 -107.93 0.48 -88.14 -11.45 -243.14 151.59 2131.93 2063.90 2352.69 1376.42 2853.16 -4.21 -93.67 -16.98 -248.23 146.06 2164.09 2096.06 2384.85 1408.58 2861.57 1.55 78.34 14.69 205.34 -122.36 34.46 -82.64 24.30 -127.83 73.90 2756.68 2441.59 2717.30 1665.43 3264.96 59.15 -81.10 49.62 -141.10 112.01 2806.88 2491.79 2767.50 1715.63 3449.59 -23.92 42.73 -18.00 69.15 -47.1 柱顶 2层 柱顶 1层

3.10 截面设计

承载力抗力调整系数RE

考虑地震作用时,构造构件的截面采用下面的表达式： word版

.

S≤R/RE

式中：RE

——承载力抗力调整系数，取值见表23；

S——地震作用效应与其它荷载效应的根本组合；

R——构造构件的承载力。

注意在截面配筋时，组合表中地震力组合的内力均应乘以RE

后再与静

力组合的内力进展比拟，挑选出最不利组合。

表27 承载力抗震调整系数材料 钢筋 混凝土 构造构件 梁 轴压比小于0.15的柱 轴压比不小于0.15的柱 抗震墙 各类构件 RE

RE 0.75 0.75 0.80 0.85 0.85 受力状态 受弯 偏压 偏压 偏压 受剪、偏拉 横向框架梁截面设计

以第一层梁为例取跨梁；梁控制截面的内力如图22所示。图中M单位为kN·m，V的单位为kN。 混凝土强度等级C30〔fc=14.30N/mm2,ft =1.43N/mm2〕,纵筋采用HRB335级(fy=300N/mm2),箍筋采用HRB235级(fyv=210N/mm2)。

图22 第一层梁内力

示意

.1梁的正截面强度计算〔见表28第55页〕 .2 梁的斜截面强度计算〔见表29第56页〕 word版

.

为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计值进

(MblMbr)VGb 展调整如下： VVln式中：V——剪力增大系数，对三级框架取1.1；

ln——梁的净跨，对第一层梁，lnAB＝6.675m,lnBC=1.55m,

VGb——梁在重力荷载作用下,按简支梁分析的梁端截面剪力设

计值。

1 VGb1.2(q恒q活)ln

2右端顺时针方向或反时针方向截面Mbl,Mbr——分别为梁的左、

组合的弯矩值。由表16查得：

AB跨：顺时针方向Mbl=115.58kN·m Mbr=-186.33kN·m

逆时针方向Mbl =-277.28kN·m Mbr=0 kN·m

BC跨：顺时针方向Mbl=176.42kN·m Mbr=-285.29kN·m 逆时针方向Mbl=-285.29kN·m Mbr=176.42kN·m 计算中Mbl+ Mbr取顺时针方向和逆时针方向中较大值。 剪力调整

AB跨： Mbl+Mbr= 115.58+186.33=301.91kN·m

＞277.28kN·m

VGb=(26.02+6.42)×1.2×1/2×6.675=129.92kN·m BC

跨:

Mbl+Mbr=176.42+285.29=461.71kN·m

VGb=(4.35+2.63)×1.2×1/2×1.55=6.49 kN·m

VA右VB左=1.1×301.91/6.675 +129.92=179.67 kN

VB右=1.10×461.71/1.55+6.49=334.16 kN

考虑承载力抗震调整系数RE =0.85

REVA右REVB左=0.85×179.67=152.72 kN

REVB右=0.85×334.16=284.04 kN

假设调整后的剪力值大于组合表中的静力组合的剪力值,那么按调整后的剪word版

力进展斜截面计算。梁的正截面、斜截面强度计算见表28、表29。

.

表28 第一层框架梁正截面强度计算

截面 M(kN·m) 2b×h0 (㎜) b/2×V(kN·m) bM0MV(kN·m) 21 -277.28 300×615 22.91 -254.37 -190.78 0.072 0.075 0.961 1076.00 322 1 115.58 300×615 22.91 92.67 69.50 0.026 0.026 0.987 381.66 222 2 191.92 300×615 191.92 143.94 0.055 0.057 0.971 803.46 222 114 3 -186.33 300×615 22.91 -163.42 -122.57 0.046 0.047 0.976 680.67 222

REM0(kN·m) MsRE20 fcbh0112s s0.5(112s) AsREM0sfyh0(mm) 2 选筋

word版

.

实配面积(mm2) 1140.0 0.76 3 61.80 250×565 33.28 28.52 21.39 0.019 0.019 0.990 123.3 218 509.0 760.0 0.44 4 -285.29 300×615 42.61 -242.68 -182.01 0.069 0.072 0.962 1025.47 222 120 1074.2 支座A右 157.61 913.9 0.44 4 176.42 300×615 42.61 133.81 100.36 0.038 0.039 0.980 555.06 220 628.4 支座B左 169.52 760.0 0.54 5 -57.46 300×615 -57.46 -43.10 0.016 0.016 0.992 235.49 218 509.0 支座B右 236.42 % 截面 M(kN·m) 2b×h0 (㎜) b/2×V(kN·m) bM0MV(kN·m) 2REM0(kN·m) MsRE20 fcbh0112s s0.5(112s) AsREM0sfyh0(mm2) 选筋 实配面积(mm2) 截面 设计剪力V´ 〔kN〕 RE·V´ 〔kN〕 调整后的剪力 〔kN〕 133.97 144.10 200.96 179.67 179.67 334.16 RE·V 〔kN〕 b×h0 0.2fcbh0 152.72 152.72 284.04 300×615 527.67×10＞V 3300×615 3300×615 3527.67×10＞V 527.67×10＞V 箍筋直径Φ 〔mm〕肢数〔n〕 Asv1 n=2;=8 n=2;=8 n=2;=8 50.3 50.3 50.3 word版

.

箍筋间距S〔mm〕 Vcs=0.056fcbh0 +1.2fyv·n·Asv1·h0/s 100 303.66×10N＞3100 303.66×10N＞3100 303.66×10＞3RE·V 0.335 RE·V 0.335 RE·V 0.335 sv= n·Asv1 /(b·s) (%) svmin=0.3ft/fyv(%) 0.204 0.204 0.204 表29 梁的斜截面强度计算

根据国内对低周期反复荷载作用下的钢筋混凝土连续梁和悬臂梁受剪承载力试验，反复加载使梁的受剪承载力降低。考虑地震作用的反复性，表中公式将静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘0.8的降低系数。

.3 柱截面设计

A有关参数 ⑴材料

混凝土等级为C30，fc=14.30N/mm2，ft=1.43N/mm2，1=1.0 β1=0.8

纵筋为HRB335级,fy =300 N/mm，箍筋为HPB235级

fyv=210 N/mm2

⑵几何参数

A轴柱截面各层均为500×500。 B轴柱截面各层均为550×550。 取asas35，那么

对500×500柱，h050035465mm

对550×550柱，h055035515mm ⑶考虑抗震时的控制参数

0.15时为0.75偏压①抗震承载力调整系数rRE0.15时为0.80

斜截面验算时为0.85word版

.

②配筋率

单侧纵筋Asmin0.2%bh0

全部纵筋(AsAs)min0.8%bh0,(AsAs)max5%bh0 v0.6%

③轴压比N0.9

④其他构造要求详见?JGJ-2003?，以及施工时结合03G101-1有关构造局部

进展。

轴压比验算，取最不利的一，二层B柱验算，如图23所示

Ⅰ Ⅰ Ⅱ Ⅱ Ⅲ Ⅲ 图23 B柱计算截面示意图

表30 轴压比限值

类别 一 框架柱 框架梁 0.7 0.6 二 0.8 0.7 三 0.9 0.8 word版

.

由B柱内力组合表25查得:

N

Ⅰ-Ⅰ

=2861.57kN

c=

NN=2861.57×103/(550×550×14.3)=0.661＜0.9 AfcⅡ-Ⅱ

=3264.96kN

c=

NN=3264.96×103/(550×550×14.3)=0.755＜0.9 Afc=3449.59kN Nc==3449.59×103/(550×550×14.3)=0.797＜0.9

AfcⅢ-Ⅲ

均满足轴压比的要求。 B正截面承载力的计算

框架构造的变形能力与框架的破坏机制密切相关,一般框架,梁的延性远大于柱子。梁先屈服使整个框架有较大的内力重分布和能量消耗能力，极限层间位移增大，抗震性能较好。假设柱子形成了塑性铰，那么会伴随产生较大的层间位移，危及构造承受垂直荷载的能力，并可能使构造成为机动体系。因此，在框架设计中，应表达“强柱弱梁〞，即一、二级框架的梁柱节点处，除顶层和轴压比小于0.15者外〔因顶层和轴压比小于0.15的柱可以认为具有与梁相近的变形能力〕。梁、柱端弯矩应符合下述公式的要求：

三级框架 Mc =1.1Mb 式中:

Mc—－节点上、下柱端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值之和; Mb－—节点上、下梁端逆时针或顺时针截面组合的弯矩设计值之和。

地震往返作用,两个方向的弯矩设计值均应满足要求,当柱子考虑顺时针弯矩之和时,梁应考虑逆时针方向弯矩之和,反之亦然。可以取两组中较大者计算配筋。

为了施工方便，沿柱高方向纵筋 应少变为宜，本例沿柱高方向分两段控制

-0.950m～10.800m为第一段； 10.800m～21.900m为第二段； word版

.

在每一段内找出Mmax及相应的N

Nmax及相应的M

Nmin及相应的M进展正截面设计，

找出Vmax及相应的N进行斜截面设计 截面采用对称配筋,具体配筋见表31，表32中.

e0=M/N

ea0.12(0.3h0e0)当e00.3h0时,取ea0

0.5fcA11

N21.150.0101,当l0eei0.5has

lhh＜15时,取2=1.0

1l(0)212 e1400ihh0N(大偏心受压)

1fcbh01Nb1fcbh0b(小偏心受压) 2Ne0.431fcbh01fcbh0(β1b)(h0as)AsAsN(ei0.5has)(大偏心受压)

fy(has)02Ne(10.5)fbh1c0AsAs(小偏心受压)

fy(h0as)式中: e0——轴向力对截面形心的偏心距；

ea——附加偏心距；

ei——初始偏心距；

1——偏心受压构件的截面曲率修正系数；

2——考虑构件长细比对构件截面曲率的影响系数； word版

.

——偏心距增大系数；

e——轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离； ——混凝土相对受压区高度；

As、As——受拉、受压钢筋面积。

l0——底层柱计算长度l01.0H，楼层l01.25H

表31 -0.950m～10.800m柱正截面承载力计算表

位置

A柱

B柱

Mmax

Nmax

Nmin

Mmax

Nmax

M(kNm)

148.81 111.45 18.73 248.23 19.7 N(kN)

2084.32 2383.70 1362.27 1408.58 3449.59 出现在第几层

2 1 3 2 1 e0MN(mm)

71.39 46.76 13.75 176.23 5.71 ehcamax(20,30)(mm)

20 20 20 20 20 eie0ea(mm)

91.39 66.76 33.75 196.23 25.71 l0h 10.30

10.30 8.25 7.50 9.36 0.5fcAc1r1,取1

1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 REN2

1.0

1.0

1.0

1.0

1.0

11(l0)211400e2 ih1.386 1.526 1.670 1.105 2.267 h0ei

126.67

102.29 56.36 216.83 57.67 eeih2as

341.67 317.29 271.36 456.83 297.67 b0.550

0.618

0.681

0.410

0.348

0.801

word版

Nmin

221.40 1176.86 3 188.13 20 208.13 7.50 1.0 1.0

1.099 228.73 468.73 0.291

.

判别偏心类型 小偏 小偏 大偏 大偏 小偏 对称配筋AsAs

402.7 446.0

-1038.9

306.8 529.3

Asmin0.2%bh0

465 566.5 单边配筋 318 320 全部纵筋 818 820 配筋率

0.88％

0.89％

表32 10.800m～21.900m柱正截面承载力计算表

位置

A柱

B柱

Mmax

Nmax

Nmin

Mmax

Nmax

M(kNm)

121.51 62.63 66.31 193.04 101.51 N(kN)

1112.26 1232.63 304.69 984.94 1618.61 出现在第几层

4 4 6 4 4 e0MN(mm)

109.25 47.00 217.63 196.00 62.71 ehcamax(20,30)(mm)

20 20 20 20 20 eie0ea(mm)

129.25 67.00 237.63 216.00 82.71 l0h 8.25

8.25 8.25 7.50 7.50 fcAc10.5r1,取1

1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 REN2

1.0

1.0

1.0

1.0

1.0

11(l01400e)212 ih1.175 1.337 1.095 1.096 1.250 h0ei

151.87

89.58 260.20 236.74 103.39 eehi2as

366.87 304.58 475.20 476.74 343.39 b0.550

0.335 0.371 0.092 0.243 0.400 判别偏心类型

大偏

大偏

大偏

大偏

大偏

word版

大偏 233.3

Nmin

132.75 339.33 6 391.21 20 411.21 7.50 1.0 1.0

1.050 431.77 671.77 0.084 大偏

.

对称配筋AsAs

-175.4 465 316 816 0.69％

-709.3

106.8

166.6 566.5 318 818 0.72％

-772.3

451.9

Asmin0.2%bh0

单边配筋 全部纵筋 配筋率

C 斜截面承载能力计算 剪力设计值按下式调整：

McuMcl VC1.1Hn式中：Hn——柱净高；

Mcu,Mcl——分别为柱上下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩设计值。取调整后的弯矩值，一般层应满足Mc =1.1Mb,底层柱底应考虑1.15的弯矩增大系数。

A 柱的抗剪承载能力:V1.75+1ftbh0fyvsvh00.07N

s式中: ——框架的计算剪跨比。Hn2h0，当<1时，取=1；当

＞3，取=3；

N——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当N＞0.3fcA时取

N=0.3fcA

βc——混凝土强度影响系数：当混凝土强度等级不超过C50时，取βc=1.0 计算结果见表33，34

Hn2.651032h0=25152.57

N=1408.58kN>0.3fcA=1297.73kN,取N=1297.73kN

设柱箍筋为2肢8﹫200,那么

1.75450.3V1.435505152105150.071408.5810312.57200=297.36kN＞205.34kN

同时柱受剪截面应符合如下条件:Vcword版

1RE(0.2fcbh0)

.

即

1(0.214.3550515)930.05kN＞205.34kN 0.85

表34 1～3层柱斜截面承载力计算表

层号 1 2 柱号

A B A Vmax 76.42 69.15 119.21 0.2cfcbh0 664.95 810.10

664.95

截面是否满足要求

满足 N

2084.32 1715.63 1729.14 0.3fcA

1072.50

1297.73 1072.50 Nmin(0.3f1297.73 1072.50 cA,N) 1072.50

(3,取3） 3 3 2.85

①

1.75+1ftbh0145.46 172.21 151.13 ②0.07N

145.90

120.09

121.04

VrREVmax①②

0.0

0.0

0.0

AsvsVfyvh

0构造配箍筋8@200，双肢箍

选配

word版

B 205.34 810.10

1408.58 1297.73 1297.73 2.57

198.55 98.60

0.0

3 A 107.52 664.95

1389.04 1072.50 1072.5 2.85

151.13 97.23

0.0

B 184.99 810.10

1209.02 1297.73 1209.02 2.57

198.55

84.63

0.0

.

表34 4～6层柱斜截面承载力计算表

层号 4 5 柱号

A B A Vmax 97.60 160.89 83.78 0.2cfcbh0 664.95 810.10

664.95

截面是否满足要求

满足 N

1049.80 984.94 697.36 0.3fcA

1072.50

1297.73 1072.50 Nmin(0.3f984.94 697.36 cA,N) 1049.80

(3,取3） 2.85 2.57 2.85

①

1.75+1ftbh0151.13 198.55 151.13 ②0.07N

因Vmax① 计算略

VrREVmax①②

0.0

0.0

0.0

AsvsVfyvh0 构造配箍筋8@200，双肢箍

选配

3.11 楼梯设计

建筑设计 word版

B 129.13 810.10

707.20 1297.73 707.20 2.57

198.55 0.0

6 A 80.68 664.95

338.49 1072.50 338.49 2.85

151.13 0.0

B 98.23 810.10

371.49 1297.73 371.49 2.57

198.55

0.0

.

⑴ 楼梯间底层建筑平面图见图24：

⑵ 楼梯形式尺寸：采用双跑楼梯，标准层高为3.3m。踏步尺寸，采用150280mm，每层需要20踏步。

构造设计采用板式楼梯 .1 楼梯梯段板的计算

活荷载标准值 qk2.0kN/m2 材料选用 混凝土 采用C25〔fc11.90N/mm2,ft1.27N/mm2〕 钢筋 当d10mm时，选用HPB235级钢筋 当d12mm时，选用HRB335级钢筋

按板式楼梯进展设计。

图24楼梯间顶层平面详图

⑴假定h=L280093mm，取h=100mm。

3030⑵荷载计算：〔取1m宽板宽计算〕

1500.536cos=0.881 楼梯斜板倾角tan280

恒载计算：

1.010.280.15251.875kN/m 踏步重

0.282word版

.

斜板重

10.10252.838kN/m 0.8810.280.151.00.02200.614kN/m

0.2820mm厚找平层

恒荷载标准值 gk5.327kN/m 恒荷载设计值 gd1.25.3276.392kN/m 活荷载标准值 qk2.012.0kN/m 活荷载设计值 qd1.42.02.8kN/m

总荷载 qd/qdgd9.192kN/m ⑶内力计算

计算跨度 lo3.00m

11跨中弯矩Mqd/lo29.1923.0028.273kNm

1010⑷ 配筋计算 〔构造重要性系数01.0〕

hoh201002080mm

M8.273106s0.109

fcbho211.91000802112s1120.1090.116

Asfc11.9bho0.116100080525.87mm2 fy210受力筋选用12@150, As754mm2

分布筋选用选8@300〔配筋图见楼梯构造配筋图〕

.2 平台板的计算 ⑴荷载计算：〔设平台板厚h=80mm，取1m宽板宽计算〕 恒载计算：

水磨石面层 0.65kN/m 80mm厚混凝土板 0.08×25=2.00kN/m 板底抹灰 0.02×17=0.34kN/m 恒荷载标准值 gk2.99kN/m 恒荷载设计值 gd1.22.993.59kN/m word版

.

活荷载标准值 qk2.012.0kN/m 活荷载设计值 qd1.42.02.8kN/m

总荷载 qd/qdgd6.39kN/m ⑵内力计算 计算跨度 lo1.80跨中弯矩M0.250.301.78m 21/21qdlo6.391.7822.02kNm 1010⑶配筋计算

M2.02106s0.047

fcbho211.9100080202112s1120.0470.048

Asfc11.9bho0.048100060163.20mm2 fy210受力筋选用6/8@150, As335mm2 分布筋选用选Φ6@300 .3 平台梁的计算 A荷载计算：

梯段板的传来 9.192平台板传来 6.391.805.75kN/m 22.8012.87kN/m 2梁自重(bh300mm400mm)0.20.400.08251.60kN/m

q20.22kN/m B内力计算

lolna3.60m

lo1.05ln1.053.3753.54m取两者中较小者，lo3.54m

11Mmaxqlo220.223.54231.67kNm

88word版

.

Vmax11qln20.223.37534.12kN 22C配筋计算

⑴分布筋选纵向钢筋〔按第一类倒L形截面计算〕 翼缘宽度： bf/b5hf/300580700mm

M31.67106s0.0285 /22fcbfho11.9700365112s1120.02850.0289

Asfc/11.9bfho0.0289700365292.9mm2 fy300选用316，As763mm2 ⑵箍筋计算

0.07fcbho0.0711.930036591.21kN≥Vmax34.12kN 按构造配箍。

取箍筋肢数n=2,箍筋直径dsv6m,(Asv128.3mm2) 箍筋间距 s300mm

vcs0.07fcbh01.5fyvAsvh0 s228.3365 200 =0.0111.93003651.5210 =60723N49.25KN

nA取双肢箍6@200,(sv10.283mm2/mm)

s〔配筋图见楼梯构造配筋图〕

3.12 板的计算

BC跨间板计算〔双向板〕

板按考虑塑性内力重分布计算。 取1m宽板为计算单元。

混凝土 采用C25〔fc11.90N/mm2,ft1.27N/mm2〕 钢筋 选用HPB235级钢筋 word版

.

有关尺寸及计算简图如图25

图25 轴线间板的计算简图

.1 屋面板计算

取1m宽板带为计算单元。 A B2区格板的计算：

计算跨度： lx=2400-300=2100mm

ly=3300-300=3000mm

ly30001nn1.42, 取a20.302.0

nlx2100由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中

l钢筋在距支座x处截断一半，故

4qlx23n1mx•1213a2n2n24210.251.80231.831 121321.83420.3021.832.022.00.301.02kNm/m取跨中截面hox1002080mm;hoy1003070mm; 支座截面hox80mm;hoy70mm;0.95 ⑴求x方向跨中截面钢筋

mx1.02106As77.36mm2/m

fyhox2100.9570word版

.

选6@150, As189mm2 ⑵求x方向支座截面钢筋

mx/mx//mx21.022.04kNm/m

mx/2.04106As127.82mm2/m

fyhox2100.9580选6@150, As189mm2 ⑶求y方向跨中截面钢筋

mymx0.301.020.31kNm/m

my0.31106As22.20mm2/m

fyhoy2100.9570选6@150, As189mm2 ⑷求y方向支座截面钢筋

my/my//my20.310.62kNm/m

my/0.62106As44.40mm2/m

fyhoy2100.9570选6@150, As189mm2

B B1区格板的计算

由于板跨荷载均很小，计算结果可同B2

.2 楼面板计算

由于板跨荷载均很小，可沿用屋面B2区格板的配筋 3.12.2 A-B、C-D轴线间板计算〔双向板〕 此处计算A-B轴线间板

混凝土选用C25,fc11.90N/mm2,钢筋选用HRB235级，fy210N/mm2 取1m宽板带为计算单元。

word版

.

.1屋面板计算：

板厚100mm由上知：q10.25kN/m A B2区格板的计算：

计算跨度： lx=3300-300=3000mm

图23 轴线间板的计算简图ly=5400-300=5100mm

ly51001nn1.7, 取a20.232.0

nlx3000

由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中

l钢筋在距支座x处截断一半，故

4qlx23n1mx•1213a2n2n24210.253.30232.091 121322.090.2322.092.022.00.23423.68kNm/m取跨中截面hox1002080mm;hoy1003070mm; word版

.

支座截面hox80mm;hoy70mm;0.95 ⑴求x方向跨中截面钢筋

mx3.68106As263.52mm2/m

fyhox2100.9570选8@150, As335mm2 ⑵求x方向支座截面钢筋

mx/mx//mx23.687.36kNm/m

mx/7.36106As461.15mm2/m

fyhox2100.9580选10@150, As523mm2 ⑶求y方向跨中截面钢筋

mymx0.233.680.85kNm/m

my0.85106As60.87mm2/m

fyhoy2100.9570选6@150, As189mm2 ⑷求y方向支座截面钢筋

my/my//my20.851.70kNm/m

my/1.70106As121.73mm2/m

fyhoy2100.9570选8@150, As335mm2 BB1区格板的计算

计算跨度: lx=3300-300=3000mm

ly=5400-300=5100mm

ly51001nn1.7, 取a20.232.0

nlx3000由于B1区格为角区格，内力折减系数为1.0。又由于长边支座b为B1

及B2的共同支座，故B1区格的

mx/7.36kNm/m

按跨中钢筋全部伸入支座计算 word版

.

qlx23n1my/nmx/2nmx 12110.253.30232.0912.097.36mx127.25kNm/m

22.090.23取hox,hoy,同前。

⑴求x方向跨中截面钢筋

mx7.25106As454.26mm2/m

fyhox2100.9580选10@150, As523mm2 ⑵求y方向跨中截面钢筋

mymx0.237.251.67kNm/m

my1.67106As119.58mm2/m

fyhoy2100.9570选6@150, As189mm2 ⑶求y方向支座截面钢筋

my/my//my21.673.34kNm/m

my/3.34106As239.17mm2/m

fyhoy2100.9570选8@150, As335mm2

.2楼面板计算：

板厚120mm由上知：q=1.24.80+1.42.0=8.56kN/m2 A B2区格板的计算：

计算跨度： lx=3300-300=3000mm

ly=5400-300=5100mm

ly51001nn1.7, 取a20.232.0

nlx3000由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中

l钢筋在距支座x处截断一半，故

4word版

.

qlx23n1mx•1213a2n2n2428.563.30232.091 121322.090.2322.092.022.00.23423.84kNm/m取跨中截面hox12020100mm;hoy1203090mm; 支座截面hox100mm;hoy90mm;0.95 ⑴ 求x方向跨中截面钢筋

mx3.84106As192.48mm2/m

fyhox2100.95100选8@150, As335mm2 ⑵ 求x方向支座截面钢筋

mx/mx//mx23.847.68kNm/m

mx7.68106As384.96mm2/m

fyhox2100.95100选10@150, As523mm2 ⑶求y方向跨中截面钢筋

mymx0.233.840.88kNm/m

my0.88106As49.19mm2/m

fyhoy2100.9590选6@150, As189mm2

⑷求y方向支座截面钢筋

my/my//my20.881.76kNm/m

1.76106As98.02mm2/m

fyhoy2100.9590选6@150, As189mm2 BB1区格板的计算

计算跨度: lx=3300-300=3000mm word版

my/.

ly=5400-300=5100mm

ly51001nn1.7, 取a20.232.0

nlx3000由于B1区格为角区格，内力折减系数为1.0。又由于长边支座b为B1

及B2的共同支座，故B1区格的

mx/7.68kNm/m

按跨中钢筋全部伸入支座计算 qlx23n1nmx/2nmx 12

18.563.3232.0912.097.68mx125.36kNm/m

22.090.23

⑴求x方向跨中截面钢筋

mx5.36106As268.67mm2/m

fyhox2100.95100选8@150, As523mm2 ⑵求y方向跨中截面钢筋

mymx0.235.361.23kNm/m

my1.23106As68.66mm2/m

fyhoy2100.9590选6@150, As189mm2 ⑶求y方向支座截面钢筋

my/my//my21.232.46kNm/m

my/2.46106As137.01mm2/m

fyhoy2100.9590选6@150, As189mm2

3.13 桩根底设计

3.13.1 根底资料

上部构造为框架构造，同一列柱子结下来的竖向荷载一样，本设计以横word版

.

向中框架B柱为列，其传至根底的荷载N=3621.19KN, M=112.01KN。

该工程地质条件:拟建场地原始地形为湖塘洼地,后经人工填筑而成，地形平坦，场地地貌单元为长江三级阶地。场地分层情况为：第1层〔地基外表〕为松散杂填土，土层厚度0.6m；第2层为粉质粘土，土层厚2.5m；第3层土为粉土，土层厚5.5m。

地下分布主要有两种类型：

⑴浅部填土中的上层滞水，主要受大气降水及地表排水控制，地下水位埋深为1.5-2.0m之间；

⑵承压孔隙含水层。 地基土指标: 粉质粘土：自然容重18.9KN/m3,液限WL=38.2℅.塑性指数IP=19.8, 塑性指数IL =1.0,孔隙比1.0,地基承载力fk =110kPa.

粉土：自然容重19.6KN/m3,液限WL=32.7℅.塑性指数IP=15.0, 塑性指数IL =0.6,孔隙比0.75,地基承载力fk =220kPa. 确定桩的类型、材料和几何尺寸规格：

根据工程地质勘察资料和设计任务书，拟确定采用预应力混凝土管桩，根据桩的规格，采用与现场静力荷载实验一样的规格，桩直径300mm。桩长14.5m,承台厚度2.0-0.5=1.5m，埋深2.0m，桩顶嵌入承台0.1m，桩端进入持力层4m。

材料：混凝土强度等级采用C30，受力主筋采用HRB335级钢筋

确定单桩竖向承载力

.1根据现场静载实验

取极限荷载，pu=900kN取平安系数k=2.0

p600300kN 那么单桩竖向承载力标准值为：Rkuk2.0按静力学公式计算 QukqpkApuqsikli

式中：桩埋深14.5m,粉质粘性土IL =0.6,qpk——桩端土的承载力标准值，查表得：qpk2200kpa

Ap——桩身的横向截面积，Ap3.140.1520.07m2

u——桩身周长，u23.140.150.94m

qsik——桩周土摩擦力标准值，根据空隙比e=0.683,查得第2层土qsik=36kpa，第3层土qsik=60kpa

word版

.

QukqpkApuqsikli22000.073.140.6368.36041541015.101169.10kpa

单桩承载力设计值：

R＝154/1.65+1015.10/1.65＝708.55KN 确定桩数和布桩 .1桩得数量

考虑土重及偏心荷载等影响，桩根数取：

1.2N1.23449.59n5.8

R708.55 取桩数n=6

.2考虑柱的中心距

通常桩的中心距为〔3~4〕d=0.9~1.2m，取0.9m。 .3 桩的排列：采用行列式布置，如图28所示 单桩受力验算

据桩的排列，桩的外缘每边外伸净距为

l3600mm，承台宽度l1600mm。

d150mm，那么桩承台长度2word版

.

图28 桩排列示意图

承台及上覆土的平均重度o20KN/m3，那么承台及上覆土的重为：

G1.52.42.020144KN

。

.1 按中心受压验算：

计算各桩的平均受力，应满足公式要求

NGQ

nQ——桩基中单桩所承受得外力设计值 KN

N——作用在桩基上得竖向力设计值，N=3449.59KN G——桩承台及上覆土重，G=144KN

n——桩数，n=8

NG3449.59144Q598.93KNR708.55KN

n6满足要求。

.2按偏心荷载验算：

计算承台四角边缘最不利的桩的受力情况

NGMyxmax3449.59144(120.0143.33)1.5664.27KNQmax222n66(0.51.5)533.60KNximinQmax664.27KN1.2R1.2708.55850.26KN

Qmin533.60KN0

偏心荷载作用下，最边缘桩受力平安。

桩数n8的摩擦桩，不考虑群桩效应，因此不再进展群桩承载力验算。 桩承台设计

.1承台板厚度验算

① 冲切验算

Q＝708.55KN×3＝1417.10KN

0.50.50.8520.85＝1.15 As=

20.6ftAs＝0.6×1.3×103×1.15＝897KNword版

.

调整厚度，h0＝0.9那么

0.50.51.021.0＝1.5 As=

20.6ftAs＝0.6×1.5×103×1.5＝1350KN说明满足要求. ②角桩冲切验算

设承台钢筋混凝土保护层厚度为140mm

弧长Sr的半径

d0.3h(1.50.14)1.51 220.4sin＝＝0.357，＝21o

1.129016.620.3＝0.46m S1＝1802902121.1＝2.26m S2＝180SS2h0 0.6ftA＝0.6ft120.462.58＝ 0.6×1.5×103××0.92

2＝1368KN>1.2R＝1110.4KN

满足要求. ③ 抗剪计算 各桩承反力

3269.241110.40.92＝1735KN 41.213269.241110.40.92Q1＝Q3＝＝293.1KN

41.21Q2maxQ46max桩一边各桩净反力总和为 Q＝Q4Q3＝1735293.1141.9KN

0.07fcbh0＝0.07×1.5×1.5×103×0.92＝1149KN >Q＝1441.9kN

.2承台板配筋 word版

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右边各桩对桩边Ⅰ－Ⅰ截面取力矩

MⅠ－Ⅰ=Niyi

＝2×1735×0.55＝1908.5KNm

上面各桩对桩边Ⅱ－Ⅱ截面取力矩

MⅡ－Ⅱ=〔1735-293.1〕×0.55＝793 KN•m

截面所需钢筋的面积

AsM11

0.9fyh01908.51035197mm2 0.93001.361720平行x 轴放置即20@150(As=5341mm2)

截面Ⅱ－Ⅱ所需钢筋面积

M As0.9fyh07931032160mm2 0.93001.36918平行y轴放置即18@180(As=2290mm2)

2.43＝＝1.77

1.374在1.5～2.5之间，所以满足要求。

结 论

通过为期两个月的毕业设计，总的体会可以用一句话来表达，纸上得来终觉浅，绝知此事要躬行！。

以往的课程设计都是单独的构件或建筑物的某一局部的设计，而毕业设计那么不一样，它需要综合考虑各个方面的工程因素，诸如布局的合理，平安，经济，美观，还要兼顾施工的方便。这是一个综合性系统性的工程，因而要求我们分别从建筑，构造等不同角度去思考问题。

在设计的过程中，遇到的问题是不断的。前期的建筑方案由于考虑不周是，此后在指导教师及教研室各位教师和同学们的帮助下，通过参考建筑图集，建筑标准以及各种设计资料，使我的设计渐渐趋于合理。 word版

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在计算机制图的过程中，我更熟练操作AutoCAD、天正建筑等建筑设计软件。在此过程中，我对制图标准有了较为深入地了解，对平、立、剖面图的内容、线形、尺寸标注等问题上有了更为清楚地认识。

中期进展对选取的一榀框架进展构造手算更是重头戏，对各门专业课程知识贯穿起来加以运用，比方恒载，活载与抗震的综合考虑进展内力组合等。开场的计算是错误百出，稍有不慎，就会出现与标准不符的现象，此外还时不时出现笔误，于是反复参阅各种标准，设计例题等，把课本上的知识转化为自己的东西，使其更接近于实际工程。

后期的计算书电脑输入，由于以前对各种办公软件应用不多，以致开场的输入速度相当的慢，不过经过一段时间的练习，日趋熟练。

紧X的毕业设计终于划上了一个满意的句号，从四月份至今，回想起过去两个多月的设计收获是很大的，看到展现在眼前的毕业设计成果，不仅使我对四年来大学所学专业知识的进展了一次比拟系统的复习和总结归纳，而且使我真正体会了设计的艰辛和一种付出后得到了回报的满足感和成就感。同时也为以后的工作打下了坚实的根底，也为以后的人生作好了铺垫。

因此，通过本毕业设计，掌握了构造设计的内容、步骤、和方法，全面了解设计的全过程；培养正确、熟练的构造方案、构造设计计算、构造处理及绘制构造施工图的能力；培养我们在建筑工程设计中的配合意识；培养正确、熟练运用标准、手册、标准图集及参考书的能力；通过实际工程训练，建立功能设计、施工、经济全面协调的思想，进一步建立建筑、构造工程师的责任意识。

通过近三个月的辛苦奋战，毕业设计工作已近尾声。毕业设计是学生即将完成学业的最后一个重要环节,它既是对学校所学知识的全面总结和综合应用,又为今后走向社会的提供实战演戏的时机。是我们对所学知识理论的检验和总结，能够培养和提高独立分析实际问题和解决问题的能力.

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