某办公楼框架结构设计土木工程本科设计毕业论文

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某办公楼框架结构前言毕业设计是大学本科教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。本组毕业设计题目为《某办公楼框架结构设计》。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们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。特别是在SARS肆掠期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。毕业设计的三个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。二零零三年六月十五日 内容摘要本设计主要进行了结构方案中横向框架2、3、7、8轴框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行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结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力，。是找出最不利的一组或几组内力组合。选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。关键词：框架结构设计抗震设计AbstractThepurposeofthedesignistodotheanti-seismicdesigninthelongitudinalframesofaxis2、3、7、8.Whenthedirectionsoftheframesisdetermined,firstlytheweightofeachflooriscalculated.Thenthevibratecycleiscalculatedbyutilizingthepeak-displacementmethod,thenmakingtheamountofthehorizontalseismicforcecanbegotbywayofthebottom-shearforcemethod.Theseismicforcecanbeassignedaccordingtotheshearingstiffnessoftheframesofthedifferentaxis.Thentheinternalforce(bendingmoment,shearingforceandaxialforce)inthestructureunderthehorizontalloadscanbeeasilycalculated.Afterthedeterminationoftheinternalforceunderthedeadandliveloads,thecombinationofinternalforcecanbemadebyusingtheExcelsoftware,whosepurposeistofindoneorseveralsetsofthemostadverseinternalforceofthewalllimbsandthecoterminousgirders,whichwillbethebasisofprotractingthereinforcingdrawingsofthecomponents.Thedesignofthestairsisalsobeapproachedbycalculatingtheinternalforceandreinforcingsuchcomponentsaslandingslab,stepboardandlandinggirderwhoseshopdrawingsarecompletedintheend.Keywords:frames,structuraldesign,anti-seismicdesign毕业设计进度计划安排:第一周课题调研，选题、结构方案设计第二周复习结构设计有关内容，借阅相关规范及资料第三周导荷载、计算楼层荷载第四周计算结构自震周期、水平地震作用大小第五、六周水平地震力作用下的框架内力分析、计算第七、八周竖向荷载作用下的框架内力计算第九周框架内力组合分析、计算 第十周义务劳动周第十一周楼层板配筋、框架梁配筋及构造第十二周框架柱配筋、框架节点配筋及构造第十三周TBSA计算及分析第十四周楼梯计算，整理计算书第十五周翻译科技资料，画图第十六周打印论文，准备答辩目录第一部分：工程概况…………………………………………………………1建筑地点、建筑类型、建筑介绍、门窗使用、地质条件……………………1柱网与层高………………………………………………………………………1框架结构承重方案的选择………………………………………………………2框架结构的计算简图……………………………………………………………2梁、柱截面尺寸的初步确定……………………………………………………3第二部分：框架侧移刚度的计算…………………………………………5横梁、纵梁、柱线刚度的计算…………………………………………………5各层横向侧移刚度计算…………………………………………………………6各层纵向侧移刚度计算…………………………………………………………12第三部分：重力荷载代表值的计算……………………………………13资料准备…………………………………………………………………………13重力荷载代表值的计算…………………………………………………………14第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算……23横向自振周期的计算……………………………………………………………23水平地震作用及楼层地震剪力的计算…………………………………………24多遇水平地震作用下的位移验算………………………………………………27水平地震作用下框架内力计算…………………………………………………28第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算…………………32计算单元的选择确定……………………………………………………………32荷载计算…………………………………………………………………………33内力计算…………………………………………………………………………40梁端剪力和柱轴力的计算………………………………………………………45 横向框架内力组合………………………………………………………………46框架柱的内力组合………………………………………………………………54柱端弯矩设计值的调整…………………………………………………………57柱端剪力组合和设计值的调整…………………………………………………60第六部分：截面设计…………………………………………………………62框架梁……………………………………………………………………………62框架柱……………………………………………………………………………68框架梁柱节点核芯区截面抗震验算……………………………………………78第七部分：楼板设计…………………………………………………………82楼板类型及设计方法的选择……………………………………………………82设计参数…………………………………………………………………………82弯矩计算…………………………………………………………………………83截面设计…………………………………………………………………………87第八部分：楼梯设计…………………………………………………………91设计参数…………………………………………………………………………91楼梯板计算………………………………………………………………………91平台板计算………………………………………………………………………93平台梁计算………………………………………………………………………94第九部分：框架变形验算…………………………………………………96梁的极限抗弯承载力计算………………………………………………………96柱的极限抗弯承载力计算………………………………………………………97确定柱端截面有效承载力Mc……………………………………………………98各柱的受剪承载力Vyij的计算…………………………………………………99楼层受剪承载力Vyi的计算……………………………………………………100罕遇地震下弹性楼层剪力Ve的计算…………………………………………101楼层屈服承载力系数ξyi的计算………………………………………………101层间弹塑性位移验算…………………………………………………………103第十部分：科技资料翻译………………………………………………104 科技资料原文…………………………………………………………………104原文翻译………………………………………………………………………113第十一部分：设计心得……………………………………………………120参考资料…………………………………………………123第一部分：工程概况建筑地点：北京市建筑类型：六层办公楼，框架填充墙结构。建筑介绍：建筑面积约1000平方米，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。门窗使用：大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.2m×2.4m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.8m×2.1m。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为8度。柱网与层高：本办公楼采用柱距为7.2m的内廊式小柱网，边跨为7.2m，中间跨为2.4m，层高取3.6m，如下图所示：柱网布置图框架结构承重方案的选择：竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，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，本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。 框架结构的计算简图：框架结构的计算简图纵向框架组成的空间结构横向框架组成的空间结构本方案中，需近似的按纵横两个方向的平面框架分别计算。梁、柱截面尺寸的初步确定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取1/12× 7200=600mm，截面宽度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*600。2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：（1）柱组合的轴压力设计值N=βFgEn注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。F按简支状态计算柱的负载面积。gE折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取14KN/m2。n为验算截面以上的楼层层数。（2）Ac≥N/uNfc注：uN为框架柱轴压比限值，本方案为二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.8。fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm2。3、计算过程：对于边柱：N=βFgEn=1.3×25.92×14×6=2830.464（KN）Ac≥N/uNfc=2830.464×103/0.8/14.3=247418.18（mm2）取700mm×700mm对于内柱：N=βFgEn=1.25×34.56×14×6=3628.8（KN）Ac≥N/uNfc=3628.8*103/0.8/14.3=317202.80（mm2）取700mm×700mm梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30300×600250×400300×600柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h1C30700×700 2-6C30650×650第二部分：框架侧移刚度的计算一、横梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）AB跨、CD跨3.0×104300×6005.40×10972002.25×10103.38×10104.50×1010BC跨3.0×104250×4001.33×10924001.67×10102.50×10103.34×1010二、纵梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）⑤⑥跨3.0×104300×6005.4×10942003.86×10105.79×10107.71×1010其它跨3.0×104300×6005.4×10972002.25×10103.38×10104.50×1010三、柱线刚度ic的计算：I=bh3/12层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）147003.0×104700×7002.001×101012.77×10102--636003.0×104650×6501.448×101012.40×10101层A-5柱83003.0×104700×7002.001×10107.23×1010四、各层横向侧移刚度计算：(D值法)1、底层①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8（9根）K=0.352αc=(0.5+K)/(2+K)=0.362Di1=αc×12×ic/h2 =0.362×12×12.77×1010/47002=25112②、A-1、A-4、A-6、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9（8根）K=3.38/12.77=0.266αc=(0.5+K)/(2+K)=0.338Di2=αc×12×ic/h2=0.338×12×12.77×1010/47002=23447③、B-1、C-1、B-9、C-9（4根）K=（2.5+3.38）/12.77=0.460αc=(0.5+K)/(2+K)=0.390Di3=αc×12×ic/h2=0.390×12×12.77×1010/47002=27055④、B-2、C-2、B-3、C-3、C-4、B-7、C-7、B-8、C-8（9根）K=（3.34+4.5）/12.77=0.614αc=(0.5+K)/(2+K)=0.426Di4=αc×12×ic/h2=0.426×12×12.77×1010/47002=29552⑤、B-4、B-6、C-5、C-6（4根）K=（3.34+3.38）/12.77=0.526αc=(0.5+K)/(2+K)=0.406Di5=αc×12×ic/h2=0.406×12×12.77×1010/47002=28165⑥、B-5（1根）K=3.34/12.77=0.262 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.337Di6=αc×12×ic/h2=0.337×12×12.77×1010/47002=23378∑D1=25112×9+23447×8+27055×4+29552×9+28165×4+23378=9238102、第二层：①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8（9根）K=4.5×2/（12.4×2）=0.363αc=K/(2+K)=0.154Di1=αc×12×ic/h2=0.154×12×12.4×1010/36002=17681②、A-1、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9（6根）K=3.38×2/（12.4×2）=0.273αc=K/(2+K)=0.120Di2=αc×12×ic/h2=0.120×12×12.4×1010/36002=13778③、A-5（1根）K=4.5/7.233=0.622αc=（0.5+K）/(2+K)=0.428Di3=αc×12×ic/h2=0.428×12×7.233×1010/83002=5392④、A-4、A-6（2根） K=（4.5+3.8）/（12.4*2）=0.318αc=K/(2+K)=0.137Di4=αc×12×ic/h2=0.137×12×12.4×1010/36002=15730⑤、B-1、C-1、B-9、C-9（4根）K=（2.5+3.38）×2/（12.4×2）=0.474αc=K/(2+K)=0.192Di5=αc×12×ic/h2=0.192×12×12.4×1010/36002=22044⑥、B-2、B-3、C-2、C-3、C-4、B-7、B-8、C-7、C-8（9根）K=（3.34+4.5）×2/（12.4×2）=0.632αc=K/(2+K)=0.240Di6=αc×12×ic/h2=0.240*12*12.4*1010/36002=27556⑦、B-4、B-6（2根）K=（3.34×2+4.5+3.38）/（12.4×2）=0.587αc=K/(2+K)=0.227Di7=αc×12×ic/h2=0.227×12×12.4×1010/36002=26063⑧、C-5、C-6（2根） K=（3.34+3.38）×2/（12.4×2）=0.542αc=K/(2+K)=0.213Di8=αc×12×ic/h2=0.213×12×12.4×1010/36002=24456⑨、B-5（1根）K=3.34×2/（12.4×2）=0.269αc=K/(2+K)=0.119Di9=αc×12×ic/h2=0.119×12×12.4×1010/36002=13663∑D2=17681×9+13778×6+5392+15730×2+22044×4+27556×9+26063×2+24456×2+13663=7295303、第三层至第六层：①、A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8（12根）Di1=17681②、A-1、A-9、D-1、D-9、D-5、D-6（6根）Di2=13778③、B-1、C-1、B-9、C-9（4根）Di3=22044④、B-2、B-3、B-4、B-5、C-2、C-3、C-4、B-6、B-7、B-8、C-7、C-8（12根）Di4=27556⑤、C-5、C-6（2根）Di5=24456∑D3-6=17681×12+13778×6+22044×4+27556×12+24456×2=7626004、顶层：①、D-5、D-6（2根） K=3.38×2/（12.4×2）=0.273αc=K/(2+K)=0.120Di1=αc×12×ic/h2=0.120×12×12.4×1010/36002=13778②、C-5、C-6（2根）K=（3.38×2+3.34）/（12.4×2）=0.407αc=K/(2+K)=0.169Di2=αc×12×ic/h2=0.169×12×12.4×1010/36002=19404∑D顶=13778×2+19404×2=66364由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：层次123456顶∑Di（N/mm）92381072953076260076260076260076260066364∑D1/∑D2=923810/729530>0.7，故该框架为规则框架。五、各层纵向侧移刚度计算：同理，纵向框架层间侧移刚度为：层次123456顶层∑Di（N/mm）1035634935623942398942398942398942398103102∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故该框架为规则框架。第三部分：重力荷载代表值的计算 一、资料准备：查《荷载规范》可取：①、屋面永久荷载标准值（上人）30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/m2三毡四油防水层0.4KN/m220厚矿渣水泥找平层14.5×0.02=0.29KN/m2150厚水泥蛭石保温层5×0.15=0.75KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2（二层9mm纸面石膏板、有厚50mm的岩棉板保温层）合计5.35KN/m2②、1-5层楼面：木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）0.7KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2合计3.95KN/m2③、屋面及楼面可变荷载标准值：上人屋面均布活荷载标准值2.0KN/m2楼面活荷载标准值2.0KN/m2屋面雪荷载标准值SK=urS0=1.0×0.2=0.2KN/m2（式中ur为屋面积雪分布系数）④、梁柱密度25KN/m2蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3二、重力荷载代表值的计算：1、第一层：（1）、梁、柱：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁6500300×600251.171729.25497.25 1700250×400250.1794.2538.25纵梁6500300×600251.172829.25819.003500300×600250.63415.7563.00类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3600700×700251.7643644.11587.6（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6500mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：0.24×6.5×3=4.68m3单跨重量：4.68×5.5=25.74KN数量：17总重：25.74×17=437.58KNBC跨墙：墙厚240mm，计算长度1700mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：（1.7×3-1.5*2.4）×0.24=0.36m3单跨重量：0.36×5.5=1.98KN数量：2总重：1.98×2=3.96KN厕所横墙：墙厚240mm，计算长度7200-2400=4800mm，计算高度3600-120=3480mm。体积：0.24×4.8×3.48=4.009m3重量：4.009×5.5=22.0495KN横墙总重：437.58+3.96+22.0495=463.5895KN纵墙：①②跨外墙：单个体积：[（6.5×3.0）-（1.8×2.1×2）]×0.24=2.8656m3数量：12总重：2.8656×12×5.5=189.1296KN 厕所外纵墙：体积：6.5×3.0-1.8×2.1=15.72m3总重：15.72×5.5=86.46KN楼梯间外纵墙：体积：3.5×3.0-1.8×2.1=6.72m3总重：6.72×5.5=36.96KN门卫外纵墙：体积：3.5×3.0-1.2×2.4=7.62m3总重：7.62×5.5=41.91KN内纵墙：单个体积：(6.5×3.0-1.2×2.4*2)×0.24=13.74m3单个重量：13.74×5.5=75.57KN数量：12总重：75.57×12=906.84KN厕所纵墙：单个体积：0.24×（3.6-0.12）×4.93=4.1175m3单个重量：4.1175×5.5=22.6463KN数量：2总重：22.6463×2=45.2926KN正门纵墙：总重：（1.8×6.5-1.8×2.1）×0.24×5.5=10.4544KN纵墙总重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544=1317.0466KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：走廊窗户：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：26重量：1.8×2.1×0.4×26=39.312KN办公室窗户：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN总重：39.312+2.52=41.832KN （4）、门重计算：木门：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2数量：26.25重量：1.2×2.4×0.15×26.25=11.34KN铁门：尺寸：6500mm×3000mm自重：0.4KN/m2数量：0.5重量：6.5×3*0.4×0.5=3.9KN总重：11.34+3.9=15.24KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：48.4416×13+117.4176+30.24=777.3984（m2）恒载：3.95×777.3984=3070.7237KN活载：2.0×777.3984=1554.7968KN由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒+0.5×G活=（497.25+38.25）×1.05+（819+63）×1.05+1587.6×1.05+463.5895+1317.0466+41.832+15.24+（3070.7237+1554.7968）×0.5=9618.5836KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。2、第二层：（1）、梁、柱横梁：AB跨：300mm×600mm29.25KN×18根=526.5KNBC跨：250mm×400mm4.25KN×9根=38.25KN纵梁：819+63=882KN柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN） 柱3600650×650251.5213638.0251368.9（2）、内外填充墙重的计算：横墙总重：463.5895KN纵墙：比较第二层纵墙与第一层的区别有：大厅：一层有铁门二层A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有内墙。比较异同后，可得第二层纵墙总重为：1317.0466+（3.0×6.55-2×1.8×2.1）×0.24×5.5-3.9+（1.5×6.55-1.5×1.2）×0.24×5.5+（1.5×3.55-1.5×1.2）×0.24×5.5=1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.653=1344.3514KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：第一类：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：29重量：1.8×2.1×0.4×29=43.848KN第二类：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN总重：43.848+2.52=46.368KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2数量：27.25重量：1.2×2.4×0.15×27.25=11.772KN （5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：777.3984+11.16×6.96=855.072（m2）恒载：3.95×855.072=3377.5344KN活载：2.0×855.072=1710.144KN由以上计算可知，二层重力荷载代表值为G2=G恒+0.5×G活=（526.5+38.25）×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+463.5895+1344.3514+46.368+11.772+（3377.5344+1710.144）×0.5=9910.1918KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。3、第三层至第五层：比较其与第三层的异同，只有B④⑤、B⑤⑥不同，可得三到五重力荷载代表值为：G3-5=9910.1918-10.593-4.653+（3.0×10.1-2×1.2×2.4）×0.24×5.5=9927.3386KN4、第六层重力荷载代表值的计算：横梁：526.5+38.25=564.75KN纵梁：882KN柱：计算高度：2100mm截面：650mm×650mm数量：36总重：0.65×0.65×2.1×25×36=798.525KN横墙：463.5895/2=231.7948KN纵墙：（1344.3514+32.3928-10.593-4.653）/2=680.7491KN窗重：46.368/2=23.184KN木门重：门高2400mm，计算高度为门的1500mm以上，故系数а=（2.4-1.5）/2.4=3/8则木门重：11.772×3/8=4.4145KN屋面恒载、活载计算：恒载：855.072×5.35=4574.6352KN 活载：855.072×2.0=1710.144KN雪载：855.072×0.2=171.0144KN由以上计算可知，六层重力荷载代表值为G6=G恒+0.5×G活=（564.75+882+798.525）×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+4574.6352+（1710.144+171.0144）×0.5=9753.4748KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。5、顶端重力荷载代表值的计算：横梁：29.25×2=58.5KN纵梁：15.75×2=31.5KN柱：38.025×4=152.1KN横墙：25.74×2=51.48KN纵墙：（3.0×3.55-1.2×2.4）×0.24×5.5+（3.0×3.55-1.8×2.1）×0.24×5.5=19.3248KN木门：1.2×2.4×0.15=0.432KN窗：1.8×2.1×0.4=1.512KN楼板恒载、活载计算：面积：4.2×7.2=30.24m2恒载：30.24×5.35=161.784KN活载：30.24×2.0=60.48KN雪载：30.24×0.2=6.048KN由以上计算可知，顶端重力荷载代表值为G顶=G恒+0.5×G活=58.5+31.5+51.48+19.3248+152.1+0.432+1.512+161.784+(60.48+6.048)×0.5=543.1608KN集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi的计算结果如下图所示： 第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算一、横向自振周期的计算：横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即：Ge=543.1608×[1+3×3.6/（3.6×5+4.7）]=650.8153（KN）基本自振周期T1（s）可按下式计算：T1=1.7ψT（uT）1/2注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。uT按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑DijuT=∑（△u）k注：∑Dij为第i层的层间侧移刚度。（△u）i为第i层的层间侧移。 （△u）k为第k层的层间侧移。s为同层内框架柱的总数。结构顶点的假想侧移计算过程见下表，其中第六层的Gi为G6和Ge之和。结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）610404.290110404.290176260013.641265.98959927.338620331.628776260026.661252.68549927.338630258.967376260039.679225.68539927.338640186.305976260052.696186.00629910.191850096.497772953068.670133.3119618.583659715.081392381064.64064.64T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.6×(0.265989)1/2=0.526(s)二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85∑Gi=0.85×（9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+9753.4748+543.1608）=50666.3128（KN）2、计算水平地震影响系数а1查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.30s。查表得设防烈度为8度的аmax=0.16а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.3/0.526）0.9×0.16 =0.09653、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=0.0965×50666.3128=4890.5658（KN）因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s0，说明x>al，则x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VA≤0，则Mmax=MA2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4x可由下式解得：VA=q1x+x2q2/l可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l第1层AB跨梁：梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38KN/m 左震：MA=270.47/0.75=360.63KN·mMB=-367.14/0.75=-489.52KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=-（360.63+489.52）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=-30.22KN<0则Mmax发生在左支座，Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）=375.72KN·mγReMmax=0.75×375.72=281.79KN·m右震：MA=-406.29/0.75=-541.72KN·mMB=226.48/0.75=301.97KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=（541.72+301.97）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=205.03KN由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4mx=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38）=5.73mMmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-541.72+205.03×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）2/2+21.38×2.4×（5.73-2.4/3）/2=241.98KN·mγREMmax=0.75×241.98=181.48KN·m其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：跨间最大弯矩计算结果表层次123跨ABBCABBCABBCMmax281.79214.91234.07191.00206.00178.40 层次456跨ABBCABBCABBCMmax151.44134.1581.5188.2029.2638.434、梁端剪力的调整：抗震设计中，二级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第6层，AB跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×4.5=5.4KN/mq2=1.2×（19.26+0.5×7.2）=27.43KN/mVGb=5.4×7.2/2+27.43×4.8/2=85.27KNln=7.2-0.65=6.55m左震：Mlb=18.54/0.75=24.72KN·mMrb=-132.97/0.75=-177.29KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/6.55+85.27]=91.71KN右震：Mlb=147.21/0.75=196.28KN·mMrb=6.4/0.75=8.53KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/6.55+85.27]=92.09KNBC跨：受力如图所示： 梁上荷载设计值：q1=1.2×2.5=3.0KN/mq2=1.2×（9.63+0.5*3.6）=13.72KN/mVGb=3.0×2.4/2+13.72×1.2/2=11.83KNln=2.4-0.65=1.75m左震：Mlb=Mrb=36.72/0.75=48.96KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×48.96/1.75+11.83]=59.23KN右震：Mlb=Mrb=57.21/0.75=76.28KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×76.28/1.75+11.83]=87.33KN（2）、对于第1-5层，AB跨：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38KN/mVGb=10.15×7.2/2+21.38×4.8/2=87.85KNBC跨：q1=1.2×2.5=3.0KN/mq2=1.2×（7.11+0.5×3.6）=10.69KN/mVGb=3.0×2.4/2+10.69×1.2/2=10.01KN剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。六、框架柱的内力组合：取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：横向框架A柱弯矩和轴力组合 层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M58.8416.43-85.0085.00-22.53143.2295.8693.61143.22-22.5295.86N195.3751.84-20.8220.82178.86219.46315.59307.02219.46178.86315.59柱底M-36.41-10.9418.66-18.66-19.50-55.89-60.09-59.01-60.09-19.50-60.09N233.3951.84-20.8220.82213.08253.68366.92352.64366.92213.08366.925柱顶M26.427.94-125.30125.30-94.82149.5243.6142.82149.52-94.8243.61N428.25103.68-58.6258.62374.93489.24681.82659.05489.24374.93681.82柱底M-30.65-9.2161.72-61.7228.45-91.91-50.59-49.67-91.9128.45-50.59N466.27103.68-58.6258.62409.14523.45733.14704.68523.45409.14733.144柱顶M30.659.21-152.88152.88-117.3180.7950.5949.67180.79-117.3350.59N661.13155.52-115.13115.13552.75777.251048.051011.1777.25552.751048.05柱底M-30.65-9.21101.92-101.9267.64-131.10-50.59-49.67-131.1067.64-50.59N699.15155.52-115.13115.13586.97811.471099.371056.7811.47586.971099.373柱顶M30.659.21-168.64168.64-132.7196.1550.5949.67196.15-132.7050.59N894.01207.36-187.91187.91714.711081.131414.271363.11081.13714.711414.27柱底M-31.00-9.31137.98-137.98102.44-166.62-51.16-50.23-166.62102.44-51.16N932.03207.36-187.91187.91748.931115.351465.601408.71115.35748.931465.602柱顶M30.169.08-161.28161.28-126.0188.4849.8048.90188.48-126.0249.80N1126.9259.20-267.10267.10870.421391.261780.501715.21391.26870.421780.50柱底M-34.58-10.48197.12-197.12156.35-228.03-57.16-56.17-228.03156.35-57.16N1164.9259.20-267.10267.10904.641425.481831.831760.81425.48904.641831.831柱顶M21.686.59-149.94149.94-123.7168.6735.8635.24168.67-123.7135.86N1359.8311.04-357.58357.581015.11712.402146.732067.21712.401015.122146.73M-10.84-3.30405.39-405.39384.01-406.50-17.93-17.63-406.50384.01-17.93 柱底N1397.8311.04-357.58357.581049.31746.622198.062112.81746.621049.342198.06横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M-41.56-11.57-113.08113.08-152.8667.64-67.68-66.07-152.86-152.86-67.68N246.5969.12-19.3219.32234.20271.87402.02392.68234.20234.20402.02柱底M28.537.8248.46-48.4676.44-18.0546.3445.1876.4476.4446.34N284.6169.12-19.3219.32268.42306.09453.34438.30268.42268.42453.345柱顶M-22.61-6.13-174.88174.88-193.62147.40-36.65-35.71-193.62-193.62-36.65N523.59138.24-60.8160.81474.15592.73845.09821.84474.15474.15845.09柱底M24.866.77116.59-116.59139.10-88.2540.3339.31139.10139.1040.33N561.61138.24-60.8160.81508.37626.95896.41867.47508.37508.37896.414柱顶M-24.86-6.77-218.41218.41-238.37187.53-40.33-39.31-238.37-238.37-40.33N800.59207.36-132.22132.22684.93942.761288.161251.0684.93684.931288.16柱底M24.866.77178.70-178.70199.65-148.8140.3339.31199.65199.6540.33N838.61207.36-123.22123.22727.92968.201339.481296.6727.92727.921339.483柱顶M-24.86-6.77-262.83262.83-281.68230.84-40.33-39.31-281.68-281.68-40.33N1077.6276.48-207.19207.19892.241296.261731.231680.2892.24892.241731.23柱底M25.206.80215.04-215.04235.40-183.9240.8239.76235.40235.4040.82N1115.6276.48-207.19207.19926.451330.481782.551725.8926.45926.451782.552柱顶M-24.31-6.72-256.95256.95-275.43225.62-39.54-38.58-275.43-275.43-39.54N1354.6345.60-295.57295.571086.471662.832174.302109.41086.471086.472174.30柱底M26.877.63301.64-301.64321.72-266.4843.9042.93321.72321.7243.90N1392.6345.60-295.57295.571120.691697.052225.622155.01120.691120.692225.62 1柱顶M-17.10-5.01-228.73228.73-240.66205.37-28.10-27.53-240.66-240.66-28.10N1631.6414.72-393.38393.381271.512038.602617.372538.51271.511271.512617.37柱底M8.552.50424.79-424.79422.99-405.3514.0413.76422.99422.9914.04N1669.6414.72-393.38393.381305.732072.822668.692584.11305.731305.732668.69七、柱端弯矩设计值的调整：1、A柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。第5层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=489.24×103/14.3/6502=0.08<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=523.45×103/14.3/6502=0.087<0.15，无需调整。第4层，同理也无需调整。第3层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=1081.13×103/14.3/6502=0.179>0.15。可知，一、二、三层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。 横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整（相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）层次654321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）143.2260.09149.5291.91180.79199.89199.89216.62216.62240.19247.36508.12γREN219.46366.92489.24523.45777.25811.471081.131115.351391.261425.481712.401746.622、B柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。经计算当轴力N=fcAc=0.15×14.3×6502/103=902.26KN时，方符合调整的条件，可知B柱调整图如下： 横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整层次654321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）152.8676.44193.62139.10238.37199.65281.68322.41322.41351.11361.58528.74γREN234.20268.42474.15508.37684.93727.92892.24926.451086.471120.691271.511305.73八、柱端剪力组合和设计值的调整：例：第6层：恒载SGk=（M上+M下）/h=（-54.84-36.41）/3.6=-25.35活载SQk=（M上+M下）/h=（-16.43-10.94）/3.6=-7.6地震作用SEk=（M上+M下）/h=（85.00+18.66）/3.6=28.79调整：1.2×（143.22+60.09）/3.6=67.77横向框架A柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]126-25.35-7.6028.79-28.791.84-54.31-41.82-41.0667.77 5-15.85-4.7674.79-74.7956.51-89.33-26.16-25.6880.484-17.03-5.1270.78-70.7851.38-86.64-28.11-27.60126.893-17.12-5.1485.17-85.1765.32-100.76-28.25-27.74138.842-17.98-5.4399.56-99.5678.45-115.70-29.70-29.18152.271-6.92-2.10118.16-118.16108.03-122.38-11.44-11.24192.89同理，横向框架B柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]12619.475.3944.87-44.8763.70-23.8031.6730.9176.43513.193.5880.96-80.9692.42-65.4521.3920.84110.91413.813.76110.31-110.31121.67-93.4322.4021.84146.01313.913.77132.74-132.74143.64-115.2122.5521.97201.36214.223.74155.16-155.16165.76-136.8022.9422.30224.5115.461.60139.05-139.05141.21-129.948.978.79227.32第六部分：截面设计一、框架梁：以第1层AB跨框架梁的计算为例。1、梁的最不利内力：经以上计算可知，梁的最不利内力如下：跨间：Mmax=281.79KN·m支座A：Mmax=406.29KN·m支座Bl：Mmax=367.14KN·m调整后剪力：V=182.70KN2、梁正截面受弯承载力计算： 抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：（1）、考虑跨间最大弯矩处：按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=l/3=7.2/3=2.4m=2400mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=600-35=565mm，因为fcmbf，hf，（h0-hf，/2）=13.4×2400×120×（565-120/2）=1948.90KN·m>994.06KN·m属第一类T形截面。下部跨间截面按单筋T形截面计算：αs=M/（fcmbf，h02）=281.79×106/13.4/2400/5652=0.027ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027As=ξfcmbf，h0/fy=0.027×13.4×2400×565/310=1582.58mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742mm2。ρ=1742/300/565=1.0%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2400/565<0.35，符合二级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcmbf，h02）=[406.29×106-310×1742×(565-35)]/13.4/300/5652=0.199ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224可近似取 As=M/fy/(h0-a,)=406.29×106/310/（565-35）=2472.86mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=367.14×106/310/（565-35）=2234.57mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。ρ=2724/300/565=1.6%>ρmin=0.3%，又As，/As=1742/2724=0.64>0.3，满足梁的抗震构造要求。3、梁斜截面受剪承载力计算：（1）、验算截面尺寸：hw=h0=565mmhw/b=565/300=1.88<4,属厚腹梁。0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×565=605962.5N>V=182700N可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：0.07fcmbh0=0.07×14.3×300×565=169669.5N182700Nρsv=nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρsvmin=0.02fcm/fyv=0.02×14.3/210=0.14%加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。配筋图如下图所示： 其它梁的配筋计算见下表：层次截面M（KN·m）ξ计算As，（mm2）实配As，（mm2）计算As（mm2）实配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A406.29<02472.864Ф25、2Ф22(2724)0.642.6加密区双肢Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Bl367.14<02234.574Ф25、2Ф22(2724)AB跨间281.790.101582.582Ф25、2Ф22(1742)支座Br226.77<02209.415Ф25(2454)0.804.8加密区四肢Ф8@80非加密区四肢Ф8@100BC跨间214.910.051931.364Ф25(1964)2支座A361.03<02197.365Ф25(2454)0.622.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl335.24<02108.445Ф25(2454)AB跨间234.070.091400.714Ф22(1520)支座Br202.110.311975.665Ф23(2077)0.874.3加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间191.000.051724.414Ф24(1808) 3支座A333.15<02027.695Ф23(2077)0.602.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl318.29<01937.265Ф23(2077)AB跨间206.000.081162.123Ф23(1246)支座Br189.400.231851.395Ф22(1900)0.843.80加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间178.400.041590.364Ф26(1593)4支座A278.59<01695.604Ф24(1808)0.541.6加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl258.67<01574.364Ф24(1808)AB跨间151.440.07891.012Ф25(982)支座Br145.150.161418.843Ф25(1473)0.853.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间134.150.031211.714Ф20(1256)5支座A210.98<01284.133Ф25(1473)0.351.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl196.86<01198.173Ф25(1473)AB跨间81.510.05479.982Ф18(509)支座Br98.260.03960.485Ф16(1005)1.132.4加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间88.200.03795.183Ф22(1140)6支座A147.21<0895.985Ф16(1005)0.310.8加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl132.97<0809.305Ф16(1005)AB跨间29.260.04170.092Ф14(308) 支座Br57.210.07559.243Ф16(603)0.761.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间38.430.01340.793Ф14(461)二、框架柱：1、柱截面尺寸验算：根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱665061014.3190.9690.36489.233.46>20.086<0.8565061014.3199.36107.31697.933.05>20.123<0.8465061014.3266.52169.191081.962.58>20.191<0.8365061014.3288.83185.121487.132.56>20.262<0.8265061014.3320.25203.031900.642.59>20.335<0.8170066014.3677.49257.192328.833.99>20.353<0.8B柱665061014.3203.81101.91357.893.28>20.063<0.8565061014.3258.16147.88677.832.86>20.120<0.8465061014.3317.83194.68970.562.68>20.171<0.8365061014.3429.88268.481235.272.62>20.218<0.8265061014.3468.15299.351494.252.56>20.264<0.8170066014.3704.99303.091740.973.52>20.264<0.8 例：第1层A柱：柱截面宽度：b=700mm柱截面有效高度：h0=700-40=660mm混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）柱端剪力计算值：Vc=192.89/0.75=257.19KN柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83KN剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103/257.19/660=3.99>2轴压比：N/fcmbh0=2328.83*103/14.3/700/660=0.353<0.82、柱正截面承载力计算：先以第1层A柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12KN·m，N=1746.62KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=508.12×106/(1746.62×103)=290.92mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即700/30=23.33mm，故取ea=23.33mm。柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱，l0=1.0H=4.7m初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+23.33=314.25mm因为长细比l0/h=4700/700=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×7002/（1746.62×103）=2.006>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.712×660/1400/314.25=1.068轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=1.068×314.25+700/2-40 =645.62mm对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/700/660=0.264<ξb=0.544为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)=[1746.62×103×645.62-0.264×(1-0.5×0.264)×14.3×700×6602]/310/(660-40)=668.41(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax=2198.06KN，M=-17.93KN·m此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×106/(2198.06×103)=8.16mm初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+23.33=31.49mm长细比l0/h=4700/700=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×7002/（2198.06×103）=1.594>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.712×660/1400/31.49=1.674ηei=1.674×31.49=52.71mm<0.3h0=0.3×660=198mm,故为小偏心受压。轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=52.71+700/2-40=362.71mmξ=（N-ξbfcmbh0）/[(Ne-0.45fcmbh02)/(0.8-ξb)/(h0-as,)+fcmbh0]+ξb按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh02.因为N=2198.06KN<ξbfcmbh0=0.544×14.3×700×660=3593.99KN故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，单侧配筋率ρsmin≥0.2%，故As,=As=ρsminbh=0.2%×700×700=980mm2 选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/700/660=0.82%>0.8%3、柱斜截面受剪承载力计算：以第1层A柱为例，查表可知：框架柱的剪力设计值Vc=192.89KN剪跨比λ=3.99>3，取λ=3轴压比n=0.353考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值N=1746.62KN<0.3fcmbh=0.3×14.3×7002/103=2102.1KN故取N=1746.62KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×700×660/(3+1)+0.056×1746.62×103=279723.22N>192890N故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×650×8/100/650/650=1.0%>0.6%,符合构造要求。注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。s为箍筋间距。非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，柱的配筋图如下图所示： 其它各层柱的配筋计算见下表：柱A柱层次123截面尺寸700×700650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）508.12-17.93240.1957.16216.6251.16N（KN）1746.622198.061425.481831.831115.351465.60V（KN）192.89152.27138.84e0（mm）290.928.16168.5031.20194.2234.91ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.73.63.63.63.6ei（mm）314.2531.49190.1752.87215.8956.58l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0681.6741.0701.2531.0621.236e（mm）645.62362.71488.48351.25514.28354.93ξ0.2640.2510.197计算As=As’（mm2）668.41980.00<0845.00<0845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小 配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150柱A柱层次456截面尺寸650×650650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）199.8950.59149.5250.59143.2260.09N（KN）811.471099.37489.24733.14219.46366.92V（KN）126.8980.4867.77e0（mm）246.3346.02305.6269.00652.60163.77ea（mm）21.6721.6721.6721.6721.6721.67l0（m）3.63.63.63.63.63.6ei（mm）268.0067.69327.2990.67674.27185.44l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.1981.0411.1471.0201.072e（mm）566.40366.09625.71389.00972.76483.79ξ0.1430.0860.0390.065计算As=As’（mm2）2.21845.00121.49845.00459.67<0实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大大配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150 柱B柱层次123截面尺寸700×700650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）528.7414.04351.1143.90322.4140.82N（KN）1305.732668.691120.692225.62926.451782.55V（KN）227.32224.51201.36e0（mm）404.945.26313.3019.72348.0022.90ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.73.63.63.63.6ei（mm）428.2728.59334.9741.39369.6744.57l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.7421.0401.3231.0361.300e（mm）759.68359.80633.37339.76667.99342.94ξ0.1980.1980.163计算As=As’（mm2）1093.34980.00525.14845.00571.83845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150柱B柱 层次456截面尺寸650×650650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）238.3740.33193.6240.33152.8646.34N（KN）684.931339.48474.15896.41234.20453.34V（KN）146.01110.9176.43e0（mm）348.0230.11408.3544.99652.69102.22ea（mm）21.6721.6721.6721.6721.6721.67l0（m）3.63.63.63.63.63.6ei（mm）369.6951.78430.0266.66674.36123.89l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0361.2581.0311.2011.0201.108e（mm）668.00350.14728.35365.06972.85422.27ξ0.1210.0840.041计算As=As’（mm2）364.20845.00379.29845.00503.36845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150三、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算：以第1层中节点为例，由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核芯区的剪力设计值，因为节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即hb=(600+400)/2=500mm hb0=(565+365)/2=465mm二级框架梁柱节点核芯区组合的剪力设计值Vj按下式计算：Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)注：Hc为柱的计算高度，可采用节点上、下柱反弯点之间的距离，即Hc=0.54×3.6+0.65×4.7=5.0mΣMb为节点左右梁端逆时针或顺时针方向组合弯矩设计值之和，即ΣMb=（367.14+226.77）/0.75=791.88KN·m可知，剪力设计值Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)=1.2×791.88×103×[1-（465-35）/（5000-500）]/（465-35）=1998.67KN节点核芯区截面的抗震验算是按箍筋和混凝土共同抗剪考虑的，设计时，应首先按下式对截面的剪压比予以控制：Vij≤0.30ηjfcmbjhj/γRE注：ηj为正交梁的约束影响系数，楼板为现浇，梁柱中心重合，可取1.5。bj、hj分别为核芯区截面有效验算宽度、高度。为验算方向柱截面宽度。bj=bc=700mm,hj=700mm可知，0.30ηjfcmbjhj=0.30×1.5×14.3×700×700/0.75=4204200N≥Vj=1998670N，满足要求节点核芯区的受剪承载力按下式计算：Vj≤[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE注：N取第2层柱底轴力N=1120.69KN和0.5fcmA=0.5×14.3×7002=3503.5KN二者中的较小值，故取N=1120.69KN。该节点区配箍为4Ф10@100，则[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE=[1.1×1.5×1.5×700×700+0.05×1.5×1120.69×103+210×4×78.5×（465-35）/100]/0.75=2107125N≥Vj=1998670N 故承载力满足要求。其它框架梁柱节点核芯区截面抗震验算见下表：层次123节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点hb（mm）600500600500600500hb0（mm）565465565465565465Hc（m）5.4153.63.63.063.24ΣMb（KN·m）541.72791.88481.37716.47444.2676.92Vj（KN）1078.731998.67958.561808.3885.051707.73bj=bc（mm）700700650650650650hj（mm）7007006506506506500.30ηjfcmbjhj/γRE（KN）4204.24204.23625.13625.13625.13625.1配箍4Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@100[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE（KN）2137.62107.11971.81864.91941.41845.1结论合格合格合格合格合格合格层次456节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点hb（mm）600500600500600500hb0（mm）565465565465565465Hc（m）2.633.061.842.522.592.52ΣMb（KN·m）371.45538.43281.31393.49196.28253.57Vj（KN）740.11358.35560.49992.69391.08639.7bj=bc（mm）650650650650650650hj（mm）650650650650650650 0.30ηjfcmbjhj/γRE（KN）3625.13625.13625.13625.13625.13625.1配箍4Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@100[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE（KN）1745.21687.31729.51663.31714.81659.9结论合格合格合格合格合格合格第七部分：楼板设计一、楼板类型及设计方法的选择：对于楼板，根据塑性理论，l02/l01<3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01=2，故属于双向板。设计时按塑性铰线法设计。二、设计参数：1、双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：2、设计荷载：（1）、对于1-5层楼面，活载：q=1.3×2.0=2.6KN/m2恒载：g=1.2×3.95=4.74KN/m2q+g=4.74+2.6=7.34KN/m2（2）、对于6层屋面，活载：q=1.3×（2.0+0.2）=2.86KN/m2恒载：g=1.2×5.35=6.42KN/m2q+g=2.86+6.42=9.28KN/m2 1、计算跨度：（1）、内跨：l0=lc-b（lc为轴线长、b为梁宽）（2）、边跨：l0=lc-250+50-b/22、楼板采用C30混凝土，板中钢筋采用I级钢筋，板厚选用120mm，h/l01=120/3600=1/30≥1/50，符合构造要求。三、弯矩计算：首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。取m2=аm1,а=1/n2=1/4=0.25（其中n为长短跨比值）取β1，=β1，，=β2，=β2，，=2，然后利用下式进行连续运算：2M1u+2M2u+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=Pul012（3l02-l01）/12对于1-5层楼面，A区板格：l01=lc-250+50-b/2=3600-250+50-300/2=3250mml02=lc-250+50-b/2=7200-250+50-300/2=6850mmM1=m1（l02-l01/2）+m1l01/4=m1（6.85-3.25/2）+3.25m1/4=6.04m1M2=m2l01/2+m2l01/4=3.25m2/2+3.25m2/4=2.44m2=2.44*0.25m1=0.61m1M1I=M1II=-2m1l02=-2m1×6.85=-13.7m1（支座总弯矩取绝对值计算）M2I=M2II=-2m2l01=-2m2×3.25=-6.5m2=-1.62m1 将以上数据代入公式2M1u+2M2u+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=Pul012（3l02-l01）/12得2×6.04m1+2×0.61m1+2×13.7m1+2×1.62m1=7.34×3.252×（3×6.85-3.25）/1243.94m1=111.77m1=2.54KN·mm2=0.25*2.54=0.64KN·mm1I=0，m1II=（-2）*1.40=-2.80KN·m（和E的M1II相等）m2I=0，m2II=（-2）*0.82=-1.64KN·m（和F的M2II相等）对其它区格板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得计算结果列于下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（1-5层楼面）区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.886.85M16.04m15.89m16.42m13.42m16.37m16.02m1M20.61m10.72m10.39m10.39m10.38m10.62m1M1I-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M1II-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M2I-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1M2II-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1m12.543.411.161.031.112.61m20.640.850.290.260.280.65m1I00-2.32-2.06-2.22-2.32m1II-2.22-2.06-2.32-2.06-2.220m2I0-1.70-0.58-0.520-1.30m2II-1.30-1.70-0.58-0.52-0.58-1.30 同理，对6层屋面，有下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（6层屋面）区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.886.85M16.04m15.89m16.42m13.42m16.37m16.02m1M20.61m10.72m10.39m10.39m10.38m10.62m1M1I-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M1II-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M2I-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1M2II-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1m13.214.311.471.301.403.30m20.811.070.370.330.350.82m1I00-2.94-2.60-2.80-2.94m1II-2.80-2.60-2.94-2.60-2.800m2I0-2.14-0.74-0.660-1.64m2II-1.64-2.14-0.74-0.66-0.74-1.64四、截面设计：受拉钢筋的截面积按公式As=m/（rsh0fy），其中rs取0.9。对于四边都与梁整结的板，中间跨的跨中截面及中间支座处截面，其弯矩设计值减小20%。钢筋的配置：符合内力计算的假定，全板均匀布置。以第1层A区格l1方向为例，截面有效高度h01=h-20=120-20=100mmAs=m/（rsh0fy）=2.54×106/0.9/210/100=134.39mm2配筋φ6@200，实有As=28.3×1000/200=141.5mm2对于1-5层楼面，各区格板的截面计算与配筋见下表：按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表 项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格l1方向1002.54134.396φ@200141.50l2方向900.6437.626φ@30094.33B区格l1方向1003.41180.426φ@150188.67l2方向900.8549.976φ@30094.33C区格l1方向1001.16*0.849.106φ@30094.33l2方向900.29*0.813.646φ@30094.33D区格l1方向1001.03*0.843.60φ6@30094.33l2方向900.26*0.812.23φ6@30094.33E区格l1方向1001.1158.73φ6@30094.33l2方向900.2816.46φ6@30094.33F区格l1方向1002.61138.10φ6@200141.50l2方向900.6538.21φ6@30094.33支座A-E100-2.22117.46φ6@200141.50A-F100-1.3068.78φ6@30094.33E-F100-2.32122.75φ6@200141.50F-F100-1.3068.78φ6@30094.33C-F100-2.32122.75φ6@200141.50B-F100-1.7089.95φ6@30094.33C-D100-0.5830.69φ6@30094.33B-D100-2.06109.00φ6@250113.20C-C100-0.5830.69φ6@30094.33C-E100-0.5830.69φ6@30094.33同理，对于6层屋面，各区格板的截面计算与配筋见下表：按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有 As（mm2）跨中A区格l1方向1003.21169.84φ6@150188.67l2方向900.8147.62φ6@30094.33B区格l1方向1004.31228.04φ6@100283.00l2方向901.0762.90φ6@30094.33C区格l1方向1001.47*0.862.22φ6@30094.33l2方向900.37*0.817.40φ6@30094.33D区格l1方向1001.30*0.855.03φ6@30094.33l2方向900.33*0.815.52φ6@30094.33E区格l1方向1001.4074.07φ6@30094.33l2方向903.35196.94φ6@100283.00F区格l1方向1003.30174.60φ6@150188.67l2方向900.8248.21φ6@30094.33支座A-E100-2.80148.15φ6@150188.67A-F100-1.6486.77φ6@30094.33E-F100-2.94155.56φ6@150188.67F-F100-1.6486.77φ6@30094.33C-F100-2.94155.56φ6@150188.67B-F100-2.14113.23φ6@200141.50C-D100-0.7439.15φ6@30094.33B-D100-2.60137.57φ6@200141.50C-C100-0.7439.15φ6@30094.33C-E100-0.7439.15φ6@30094.33第八部分：楼梯设计一、设计参数：1、楼梯结构平面布置图： 1、层高3.6m，踏步尺寸150mm×300mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m2。二、楼梯板计算：板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894设板厚h=120mm，约为板斜长的1/30。取1m宽板带计算。1、荷载计算：梯段板的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98三角形踏步0.3×0.15×25/2/0.3=1.88斜板0.12×25/0.894=3.36板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小计6.6活荷载2.0荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=6.6×1.2+2.0×1.4=10.72KN/m2、截面设计： 板水平计算跨度ln=3.3m弯矩设计值M=pln2/10=10.72×3.32/10=11.67KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=11.67×106/11/1000/1002=0.106rs=0.947As=M/（rsfyh0）=11.67×106/0.947/210/100=586.82mm2选Φ10@110,实有As=714mm2分布筋Φ8，每级踏步下一根。一、平台板计算：设平台板厚h=120mm，取1m宽板带计算。1、荷载计算：平台板的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层0.65120厚混凝土板0.12×25=3.00板底抹灰0.02×17=0.34小计3.99活荷载2.0荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=3.99×1.2+1.4×2.0=7.60KN/m2、截面设计：板的计算跨度l0=2.1-0.2/2+0.12/2=2.06m弯矩设计值M=pl02/10=7.60×2.062/10=3.22KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=3.22×106/11/1000/1002=0.029 rs=0.985As=M/（rsfyh0）=3.22×106/0.985/210/100=155.67mm2选Φ6@140,实有As=202mm2分布筋Φ6，每级踏步下一根。一、平台梁计算：设平台梁截面b=200mmh=350mm1、荷载计算：平台梁的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载梁自重0.2×（0.35-0.07）×25=1.4梁侧粉刷0.02×（0.35-0.07）×2×17=0.19平台板传来2.74×2.1/2=2.88梯段板传来6.6×3.3/2=10.89小计15.36活荷载2.0×（3.3/2+2.1/2）=5.4荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=15.36×1.2+5.4×1.4=25.99KN/m2、截面设计：计算跨度l0=1.05ln=1.05*（4.2-0.24）=4.16m内力设计值M=pl02/8=25.99×4.162/8=56.22KN·mV=pln/2=25.99×（4.2-0.24）/2=51.46KN截面按倒L形计算，bf，=b+5hf，=200+5×70=550mmh0=350-35=315mm经计算属第一类T形截面。αs=M/（fcmbh02）=56.22×106/11/550/3152=0.094rs=0.953 As=M/（rsfyh0）=56.22×106/0.953/210/315=891.8mm2选3Φ20,实有As=941mm2斜截面受剪承载力计算，配置箍筋Φ6@200,则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×10×200×315+1.5×210×2×28.3×315/200=72180N>51460N满足要求。第九部分：框架变形验算多遇水平地震作用下框架层间弹性位移验算以在第四部分中给出，在此不再赘述。现考虑罕遇水平地震作用下框架层间弹塑性位移计算。一、梁的极限抗弯承载力计算：计算时，采用构件实际配筋和材料的强度标准值，可近似地按下式计算：Mbu=Asfyk（h0-as，）注：为钢筋强度标准值计算过程和结果见下表：层次支座实配As（mm2）fyk（N/mm2）h0（mm）as，（mm）Mbu（KN·m）1A353433556535627.46Bl353433556535627.46Br321733536535355.642A307933556535546.68Bl307933556535546.68Br282733536535312.523A286533556535508.68Bl286533556535508.68Br265533536535293.514A229133556535406.77Bl229133556535406.77Br190033536535210.05 5A171633556535304.68Bl171633556535304.68Br130533536535144.276A125633556535223.00Bl125633556535223.00Br7603353653584.02一、柱的极限抗弯承载力计算：根据《抗震规范》，当柱轴压比小于0.8时，其极限抗弯承载力可按下式计算，并且计算时采用构件的实际配筋和材料强度标准值：Mcu=Asfyk（hc0-as，）+0.5Nhc（1-N/bchcfcmk）注：fcmk为混凝土弯曲抗压强度标准值N为考虑地震组合时相应于设计弯矩的轴力bc、hc、hc0为柱截面的宽度、高度、有效高度。计算过程和结果见下表：柱号层次As（mm2）fyk（N/mm2）hc0（mm）as，（mm）N（KN）hc（mm）bc（mm）fcmk（N/mm2）Mcu（KN·m）A柱13768335660402198.0670070022783.3823768335610401831.8365065022720.0933768335610401465.6065065022719.9843768335610401099.3765065022719.865376833561040733.1465065022719.746376833561040219.4665065022719.57B柱13768335660402668.6970070022783.5523768335610402225.6265065022720.2233768335610401782.5565065022720.0843768335610401339.4865065022719.935376833561040896.4165065022719.79 6376833561040453.3465065022719.65一、确定柱端截面有效承载力Mc：节点A6：因Mbu