北京昌平混凝土框架结构办公楼结构设计 71页

'北京昌平混凝土框架结构办公楼结构设计1建筑设计总说明1.1工程名称：北京城建集团三公司行政办公楼1.2工程概况：拟建北京城建集团三公司行政办公楼为永久性建筑，根据北京市规划局批准的行政办公楼建设现划报告。(1)工程造价：约1163.2万元(2)建筑面积：5080.3(3)建筑层数：六层(4)建筑物耐火等级：二级(5)建筑物耐久年限：50年(6)建筑物抗震设防烈度7度1.3原始资料1.3.1设计地点：某机关院内。1.3.2建筑规模、内容及要求:(1)层数:6层(2)大办公室：(每层4间)43.2(3)标准办公室：(每层14间)21.6(4)交通部分要符合建筑设计及建筑防火规范(5)结构形式：框架结构全楼采用热水采暖，散热器设罩，电器，照明电路暗敷，除门厅，走廊，厕所，盥洗室用吸顶灯外，其它房间为日光灯照明，各房间按要求设置电源插座，设计中不考虑空调。1.3.3结构部分1．自然条件北京地区，最热月平均气温12.5℃，最冷月平均气温-4.4℃，夏季通风室外空气计算温度取25oC，冬季室外计算温度取-15oC。年降雨量628.9mm，日最大降雨量按95mm，一小时最大降雨量按55mm。主导风向：冬季：西北风81 夏季：东北风基本风压：0.3kN/m2基本雪压：0.3kN/m2冰冻深度；天然地面以下850mm；1.3.4工程地质、水文资料（1）该地区地震设防烈度为7度，建筑场地为II类场地，地基承载力标准值f=240kPa，结构型式为现浇钢筋混凝土框架。（2）建筑等级、式样、结构形式，基本房间，交通系统，内外装修等的考虑与安排。地下水位:钻探至标高为40．00m处未见地下水，常年地下水位于地表下20。1.4施工部分1、施工条件各大建筑公司均可承担施工任务，技术力量、机械吊装设备都能满足要求。2、开竣工日期自2012年7月1日开工至2013年4月底完工，雨季施工为7月l日至8月31日，冬季施工从11月15日至第二年3月15日。1.5建筑设计1.5.1建筑方案的选定建筑物的设计，首先应满足建筑物使用功能的要求，其次又要有美观的外部造型和空间感，还应满足经济条件及场地条件的制约。根据本建筑物使用功能要求、设计要求经综合考虑，采用7.2×6大柱网框架结构，走廊宽2.7。1.5.2建筑平面设计1.5.2.1功能分析建筑平面根据使用性质来分析，主要可归纳为使用部分和交通联系部分两种。使用部分是指主要使用和辅助使用的面积，即建筑物中的使用房间和辅助房间。交通联系部分是建筑物中各个房间之间，楼层之间和房屋内外之间联系通行的面积，即建筑物的走廊、门厅、过厅、楼梯、坡道等所占的面积。1.5.2.2主要房间的平面设计公共建筑由于各类功能的不同，房间的种类很多，要求各不相同，为了满足一定的使用要求，要考虑：合适的房间的大小和形状，良好的朝向、采光和通风条件以及有效的利用建筑面积和空间等。使用房间面积的大小，主要是由房间内部活动特点，使用人数的多少，家具设备的多少因素决定。本设计根据综合办公楼的特点以及框架结构可提供大空间的优势布置了7.2×6的柱网，这种设计便于各种大小办公室的分割，使用上能充分利用空间并且具有较大的灵活性。同时墙身平直，结构简单，施工方便，也便于统一建筑开间和进深，有利于建筑平面组合。1.5.2.3辅助房间设计辅助房间：建筑面积86.4，可存放资料或作为休息室（接待室）使用。81 厕所：男女厕所各占一个开间，面积为21.6，地坪比同层地面低30，为了防止溢水，每层分设。1.5.2.4交通联系部分的平面设计交通联系部分包括：门厅、走廊、楼梯。(1)门厅设计：门厅为建筑物的出入口是人流疏散的交通枢纽,设计上要符合安全规范，同时要做到大方、简洁。本设计中门厅总宽度为8.4，外门为3榀0.9×2.1双扇外开门，设计详见平面图、立面图。(2)走廊设计：走廊是人流疏散的通道，设计时过道的宽度符合人流畅通和建筑防火要求。本设计中走廊宽度为2.7。(3)楼梯：参照办公楼的使用人数及建筑设计中的防火要求，应设置两部楼梯，楼梯结构采用板式楼梯。1.5.3建筑立面设计，体型设计立面设计力求统一，使各部分主次分明，形式完整，给人以端正、庄严的感觉。立面效果由白色塑钢门窗与横向分格线体现，由于体型朴素简洁，给人一种均衡的美。从整体来看，给人明快、活泼、积极向上的感觉。立面设计符合建筑造型和立面构图方面规律，同时把适用、美观、经济三者有机的结合起来。1.5.4剖面设计本设计中，底层层高为3.9，2～6层为3.6。在选择室内外标高时，把底层时满足墙身防潮的要求。1.6建筑材料选用(1)C40混凝土：=19.1=1.71C30混凝土：=14.3=1.43HRB400级钢筋：=360=360HRB335级钢筋：=300=300HPB235级钢筋：=210=210粘土多孔砖：尺寸：240×115×90(2)楼地面：瓷砖地面（水泥粗沙打底）8100厚钢筋混凝土现浇板V型轻刚龙骨吊顶(3)屋面：30厚细石混凝土保护层SBC120防水层20厚水泥沙浆找平层150厚水泥蛭石保温层100厚钢筋混凝土现浇板V型轻刚龙骨吊顶(4)外墙：1:1水泥沙浆(细砂)勾缝贴8厚面砖12厚1:0.2:2水泥石灰膏沙浆结合层(5)内墙：喷内墙涂料（中级耐擦洗涂料）20厚纸筋灰罩面81 6厚1:3石灰膏沙浆抹平10厚1:3石灰膏沙浆打底(6)地面：瓷砖地面（水泥粗沙打底）500100号混凝土100厚3:7灰土(7)散水：10厚1：2.5水泥沙浆抹面60厚C10混凝土80厚碎砖素土夯实3%找坡2结构设计说明2.1工程概况2.1.1建筑概况本设计为昌平区行政办公楼，总建筑面积5598.7,东西长57.6,南北方向长20.7。该建筑为六层，总高度为24.9，其平面及立面布置见施工图（建筑施工图）。本工程为框架结构，上部结构中墙体用240×115×90多孔砖填充，楼面采用现浇板、柱子、梁也为现浇的钢筋混凝土构件。室内大部分为瓷砖地面，其中卫生间铺马赛克，室内装修主要采用石灰膏砂浆和20厚纸筋灰罩面，外喷内墙涂料。室外，外墙瓷砖贴面。散水为无筋混凝土一次抹光。屋面保温为水泥蛭石保温层，上做SBC120防水层，30厚细石混凝土保护层。设备安装及水、暖、电工程配合土建施工。2.1.2气象资料(1)温度最冷月平均：-4.4℃最热月平均：12.5℃(2)相对湿度：最热月平均66%(3)主导风向：冬季为西北风，夏季为东北风。基本风压W=0.3kN/m²(4)降雨雪量：年降雨量628.9，最大积雪深度200，基本雪压S。=0.3(5)最大冻土深度：85cm2.1.3工程地质、水文资料该地区地震设防烈度为7度，建筑场地为Ⅱ类场地，地下水位平均-6.6m，水质无侵蚀性。杂填土f=0kN/m2181 II级非自重湿陷性黄土f=210kN/m21以下为粉质粘土f=180kN/m22.1.4施工条件施工由某公司承包，该公司技术力量强，施工机械设备齐全，能从事各种民用建筑的施工。工程所需的各种门窗、中小型混凝土预制构件以及钢筋、水泥、沙、石等材料均可按设计要求保证供应；施工用水，用电可就近在主干道旁接入，劳动力可满足施工需要。2.2设计依据2.2.1本工程主要遵循以下结构设计规范《房屋建筑统一标准》（GB/T50001-2001）《建筑制图统一标准》（GB/T50104-2001）《建筑设计防火规范》（BJ16-87）《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）《砼结构设计规范》（GB50010-2002）《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001）《砌体结构设计规范》（GB5003-2001）《钢筋砼高层建筑结构设计与施工规程》（JGJ3-91）《钢筋砼结构》（教材）《抗震结构设计》（教材）《钢筋砼结构构造手册》（建筑工业出版社）《多层及高层结构设计》（建筑工业出版社）《建筑施工组织》（教材）《工民建专业课程设计指南》（建材出版社）各种设计中所需的标准图集。2.2.2地质勘查报告2.2.3各种结构设计等级的确定(1)抗震设防烈度为7度，Ⅱ类场地，框架结构的抗震等级为二级。(2)混凝土结构的安全等级为二级。(3)建筑物的耐火等级为二级。(4)应用其它规范时，按实际取相应的等级。2.3荷载取值雪载：0.3楼面：2.0走廊：2.4楼梯：3.52.4上部结构2.4.1结构平面及竖向布置的要求结构的平面布置必须有利于抵抗水平荷载，受力明确，传力途径清楚，受力要求均匀对称，减少扭转的影响。在地震作用下，平面形状宜简单、规则、对称，尽量避免过大的外伸内偏，以减少地震的影响。81 为保证建筑物在水平力作用下不发生倾覆；并保证建筑物的整体稳定性，高层建筑物的高宽比不宜过大，同时竖向结构的强度与刚度宜均匀、连续，不应突然变化，产生严重震害。建筑结构平面及竖向布置，应根据建筑物的性质、建筑地点的地形及其它环境因素，使其满足功能上的要求，并努力使建筑具有良好的体形和建筑观感。另外，还应仔细考虑各种的材料消耗量，及施工难易等因素，求得最优的经济效果。2.4.2结构选型的确定拟建建筑物为六层行政办公楼，有下列结构供选择：(1)砌体结构：取材方便，施工技术要求不高，造价低廉，这些是优点。缺点是整体性差，抗侧移能力小，脆性大，抗剪强度低，自重大，建筑平面不灵活，抗震性能差，在地震区严格控制使用。故本设计不宜采用砌体结构。(2)钢筋混凝土结构：优点：①合理的利用了钢筋和混凝土这两种材料的受力特点，形成了具有较高强度的结构，节约了钢材，造价可以适当降低；②耐久性和耐火性好，维护费用低；③可模性好；④现浇钢筋混凝土结构整体性好，又具有较好的延性，适用于抗震设计结构；⑤混凝土占比例较大的沙石材料，便于就地取材。(3)钢结构：刚才强度高，能减少结构自重，从而减轻结构地震作用：材料均匀，结构可靠性大，延性好，使结构具有很好的变形能力，非常适用于抗震结构，但由于我国目前钢产量有限，造价高，对技术要求也很高，从实际情况来分析，本设计也不宜采用钢结构。2.4.3结构体系的确定(1)框架结构体系：优点：建筑平面布置灵活，可以做成较大空间，立面富于变化，适用于房屋高度不大，层数不多的建筑物；缺点：侧移刚度小，水平位移大。(2)剪力墙结构体系：优点：承载能力大，刚度大,适用于高层和超高层建筑；缺点：结构平面布置不灵活，难以布置较大空间。(3)框架-剪力墙结构体系：优点：综合了a.b两种体系的优点，适用于高层建筑；缺点：自重较大，造价高，不经济。经综合考虑，本设计选择框架体系比较合理，尽管其存在缺点，但可以通过合理的设计：如框架结构可以做成延性框架，并提高抗震性能以承受较大侧移变形，同时选用重量较轻的材料作隔墙和填充墙，来克服这些缺点。2.4.4楼盖及屋盖现浇体系：100厚钢筋混凝土现浇板，板面平整，有良好的抗震性。2.5结构设计原则、方法本设计为六层框架总高度为24.9，且质量与刚度沿高度分布比较均匀的结构，可近似看作单质点体系的结构，手算水平荷载（地震反应及风荷载）时采用底部剪力法符合计算条件。竖向荷载可用弯矩的二次分配法进行计算，求得控制截面上的最大内力。2.6主要构件的截面尺寸梁截面在参考建筑设计并考虑建筑物功能要求来确定，由于结构在纵横两个方向都要考虑承受地震力，使结构在纵横双向都应具有相应的刚度和强度。81 柱截面的选择应考虑轴压比的影响，以加强柱的延性，同时控制柱的剪跨比，以保证柱的抗剪能力，避免产生剪切破坏。表2.1梁截面尺寸（）及各层混凝土强度等级层次混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）次梁（b×h）AB跨,CD跨BC跨5～6C30350×700350×550350×800300×7002～4C30400×700400×550400×800300×7001C40400×700400×550400×800300×700柱截面尺寸：1层：700×700;2～4层：600×600;5～6层：550×550.2.7柱网尺寸的确定及布置图2.1柱网布置图81 3结构计算3.1工程概况北京城建集团三公司行政办公楼，建筑总面积为：5598.7，拟建房屋所在地最冷月平均温度：-4.4℃，最热月平均温度：12.5℃；相对湿度：最热月平均：66%；主导风向：冬季均为西北风，夏季为东北风，基本风压：ω0=0.3KN/m2；降雨雪量：年降雨量582,最大积雪深度200，基本雪压：s0=0.3KN/m2；最大冻土深度：85cm。建筑场地为：Ⅱ类场地，地下水位平均：-20,水质无侵蚀性。该地区地震设防烈度为7度，设计地震动参数：。该建筑耐火等级为二级。3.2结构布置及计算简图根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求，进行了建筑平面、立面及剖面设计，其结构平面布置图见图3.1；主体结构为六层，一层层高为3.9,其余各层层高均为3.6，墙体采用240厚粘土空心砖砌筑，单位墙体重力荷载去4.44。内墙240mm粘土空心砖，取单位重力荷载4.28.办公室门采用防盗门，门洞口尺寸：0.9×2.1,大会议室及楼道防火门：1.8×2.1,厕所为木门：0.9×2.1。窗为塑钢窗，洞口尺寸:2.4×1.8。楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混泥土结构，楼板厚度取100，梁截面高度按梁跨度的1/12～1/8估算，梁宽约为梁高的1/2～1/3，同时不小于1/2柱宽，且不小于250，由此估算的梁截面尺寸见表3.1，表中还给出了各层梁柱的混泥土强度等级，其设计强度为：C40(=19.1,=1.71),C30(=14.3,=1.43)表3.1梁截面尺寸（）及各层混凝土强度等级层次混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）次梁（b×h）AB跨,BC跨,DE跨CD跨5～6C30350×700350*550350×800300×70081 2～4C30400×700400×550400×800300×7001C40400×700400×550400×800300×700柱截面尺寸可根据式：估算；为折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，近似取，为考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3。不等跨内柱取1.25，等跨内柱取1.2；n为验算层以上楼层层数；为柱截面面积；为混凝土轴心抗压强度设计值；为框架柱轴压比限值，一级、二级和三级抗震等级，近似分别取0.7、0.8和0.9。由《规范》查得该框架结构的抗震等级为二级，其轴压比限值=0.8；各层的重力荷载代表值近似取12；由图3.1结构平面图可知边柱及中柱的负载面积分别为7.2×3，7.2×4.35，由上式得第一层柱截面面积为：中柱：如果取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别为363.75和420.81。根据上述计算并综合考虑其他因素，本设计柱截面尺寸取值如下：1层：700×700;2～4层：600×600;5～6层：550×550.框架结构计算简图如图3.2所示。取顶层柱的形心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板底；2～6层柱高即为层高，取3.6;底层柱高从基础顶面取至底层板底，即=3.9+0.6+1.65-0.1-0.4=5.0。81 图3.2结构设计简图3.3重力荷载计算3.3.1屋面及楼面的永久荷载标准值上人屋面：30厚细石混泥土保护层22×0.03=0.66SBC120防水层0.420厚水泥砂浆找平层20×0.02=0.450厚水泥蛭石保温层50×0.015=0.75100厚钢筋混泥土板25×0.1=2.5V型轻钢龙骨吊顶0.25合计4.961～5层楼面：瓷砖地面（包括水泥粗沙打底）0.55100厚钢筋混泥土板25×0.1=2.5V型轻钢龙骨吊顶0.25合计3.303.3.2屋面及楼面可变荷载标准值上人屋面均布荷载标准值2.0楼面活荷载标准值2.0走道部分活荷载标准值2.4楼梯处活荷载标准之取3.5屋面雪荷载标准值（式中为屋面积雪分布系数，取=1.0）81 3.3.3梁、柱、墙、门、窗重力荷载计算梁、柱可根据截面尺寸、材料容重及粉刷等计算单位长度上的重力荷载，对墙、门、窗等可计算出单位面积上的重力荷载。具体过程见表3.2。`表3.2梁柱重力荷载计算层次构件B()H()kN/βgn1边横梁0.400.70251.057.3505.422873.183462.692中横梁0.400.55251.055.7752.19109.148次梁0.300.70251.055.513618595.404纵梁0.400.80251.058.4006.6341884.96柱0.700.70251.0512.8635.000362315.252～4边横梁0.400.70251.057.3505.4522881.273152.5中横梁0.400.55251.055.7752.159111.746次梁0.300.70251.055.513618595.404纵梁0.400.80251.058.4006.65281564.08柱0.60.6251.059.453.600321088.645～6边横梁0.350.70251.056.4315.516565.9282496.813中横梁0.350.55251.055.0532.2888.933次梁0.300.70251.055.513614463.092纵梁0.350.80251.057.3506.7281378.86柱0.550.55251.057.943.60032917.76注1：表中γ为自重；β为考虑梁柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数；g表示单位长度构件重力荷载；n为构件数量。注2：梁长度取净长；柱长度取层高。3.3.4荷载分层总汇顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载；50%屋面雪荷载，纵横梁自重，半层柱自重，半层墙自重。其他层重力荷载代表值包括：楼面恒载；50%楼面均布活荷载；纵横梁自重，楼面上、下层各半层柱及纵横墙体，门窗等。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：屋房：G7=1448.3；第六层：G6=13398.08；第五层：G5=13912.94；81 第四层：G4=14568.62；第三层:G3=14683.47；第二层：G2=14683.47；第一层：G1=15476.49。1448.313398.0813912.9414568.6214683.4714683.4715476.49图3.3各质点的重力荷载代表值（单位:kN）3.4横向框架侧移刚度计算横梁的线刚度，其中为混凝土的弹性模量；为梁的计算跨度；为梁截面惯性矩（矩形梁），具体过程见表3.3，柱的线刚度计算见表3.4。81 表3.3横梁线刚度计算表类别层次b×h0l1.52边横梁13.25×104400×7001.143×101060006.191×10109.287×101012.382×10102～43.00×104400×7001.143×10105.715×10108.573×101011.43×10105～63.00×104350×7001.000×10105.417×10108.126×101010.834×1010走道梁13.25×104400×5500.555×101027006.801×101010.02×101013.602×10102～43.00×104400×5500.555×10106.167×10109.251×101012.334×10105～63.00×104350×5500.486×10105.4×10108.1×101010.8×1010注1：I0=b×h³/12;l取梁的跨度；计算梁的截面惯性矩时，本设计对边框架梁取Ib=1.5×I0;对中框架取Ib=2.0×I0注2：柱的线刚度ic=Ec×Ic/hc,其中Ic为柱的界面惯性矩I，h为框架柱的计算高度。具体过程见表3.4：表3.4柱线刚度计算表层次hc()Ec()b×h(×)Ic()ic=EcIc/hc()150003.250×104700×7002.00×101013×10102～436003.000×104600×6001.08×10109×10105～636003.000×104550×5507.63×1096.36×1010柱的侧移刚度D值按下式计算：D=,式中为柱侧移刚度修正系数，查表由公式计算。根据梁柱线刚度比K的不同，图3.1中的柱可分为中框架中柱和中框架边柱，边框架中柱和边框架边柱，现以第二层C-2柱的侧移刚度计算为例，说明计算过程，其余柱的计算过程从略，具体计算过程见表3.5～表3.7。截取第二层C-3柱及与其相联的梁的相对线刚度如图3.4所示，图中数据取自表3.3和表3.4。查表可得梁柱的线刚度比K为：81 11.43×101012.334×101012.382×101013.602×10109×1010图3.4第二层C-3柱及与其相联的梁的相对线刚度=(11.43×1010+12.334×1010+12.382×1010+13.602×1010)/(9××1010×2)=2.764==2.76/(2+2.76)=0.580D==0.508×12×9×1010/3600²=42333.表3.5中框架柱侧移刚度D值（）层次边柱（14根）中柱（14根）iαcDi1αcDic61.7030.460270893.4020.6303700089724651.7500.467274813.5690.641377489132063～41.270.388323332.640.56947417111650021.3230.398331672.7640.58048333114100010.9520.492504611.9990.500473371369172表3.6边框架柱侧移刚度D值（）层次边柱（6根）中柱（4根含过道梁/2根不含过道梁）iαcDi1αcDic61.2740.389229072.5550.5613303633565851.3130.396233202.6770.572336843420243～40.9530.322268331.98010.4974141741130020.9920.332276672.0630.5084233342000010.7560.456467691.4850.57058462631386将上述不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即得到框架各层层检测移刚度见表3.7。表3.7横向框架层间侧移刚度D值（）81 层次123456200055815610001527800152780012552301232904由表3.7可见,＞0.7,故该框架为规则框架。3.5横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算3.5.1横向水平地震作用下框架结构得内力和侧移计算（1）横向自震周期计算按式Ge=Gn+1(1+3h1/2H)+Gn+2(1+)将G7折算到主体结构的顶层，即Ge=1448.28×（1+3/2×3/26）=1698.94结构顶点的假想侧移由式：VGi=;;计算；计算过程见表3.8，其中第6层的Gi为G6和Ge之和。表3.8结构顶点的假想侧移计算层次Gi()VGi()i()()i()615097.0215097.02123290412.25192.94513912.9429009.96125523023.11180.69414568.6243578.58152780028.52157.58314683.4758262.05152780038.13129.06214683.4772945.52156100046.7390.93115476.4988422.01200055844.2044.20按式T1=1.74计算基本周期T1，其中的量纲为，为结构基本自震周期，取=0.7，则T1=1.74×0.7×=0.535s.（2）水平地震作用及楼层地震剪力计算本设计中，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。按底部剪力法求得的基底剪力，若按分配给各层质点，则水平作用呈倒三角形分布。对一般层，这种分布基本符合实际，但对结构上部，水平作用力小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对周期较长的结构相差更大，地震的宏观震害也表明，结构上部往往震害严重。由此引入，即顶部附加地震作用来考虑顶部地震力的加大。考虑了结构周期和场地的影响，且使修正后的剪力分布与实际更加吻合。结构总水平地震作用标准值按下式：计算，即=0.85=0.85×(1448.3+13398.08+13912.94+14568.62+14683.47+14683.47+15476.49)=0.85×88171.78=74946.013.81 由Tg=0.15s得=()0.9×=(0.40/0.535)0.9×0.12=0.092则=0.092×74946.013=6895.03.1.4Tg=1.4×0.40=0.56s>T1=0.535s,可不用考虑顶部附加水平地震作用。各质点的水平地震作用按式将上述的代入可得具体过程见表3.9。各楼层地震剪力按式计算，结果列入表3.9（其中为作用在k层楼面处的水平荷载——水平地震作用或风荷载）。表3.9各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次/////26.001448.3037655.80.030206.85206.85623.0015097.02347231.460.2771909.922116.77519.4013192.04255925.580.2041406.573523.34415.8014568.62230184.200.1841268.694792.03312.2014683.47179138.330.143985.995778.0228.6014683.47126277.840.100689.506467.5215.0015476.4977382.450.062427.496895.01各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见图3.5。81 图3.5横向水平地震作用及楼层地震剪力（3）水平地震作用下的位移验算（4）水平地震作用下框架结构的层间位移和顶点位移分别按式和计算，符号意义同前。计算过程见表3.10，表中还计算了各层的层间弹性位移角为：表3.10横向水平地震作用下的位移验算层次/62116.7712329041.7219.0436001/209753523.3412552302.8117.3236001/128344792.0315278003.1414.5136001/114835778.0215278003.7811.3736001/95226467.5215610004.147.5936001/86916895.0120005583.453.4550001/1451由表3.10可见，最大层间弹性位移角发生在第2层，其值为1/869＜1/550，满足式的要求（式中为多遇地震作用标准值产生的楼层内最大的层间弹性位移；h为计算楼层的层高；[]为弹性层间位移角限值，钢筋混泥土框架取[]=1/550）。（4）水平地震作用下框架内力计算以图3.1中3轴线横向框架内力计算为例，说明计算方法，其余框架内力计算从略，框架柱端剪力及弯矩分别按式和计算，其中取自表3.5，取自表3.7，层间剪力取自表3.9，、81 表示该柱上、下端的弯矩，h为计算高度。各柱的反弯点高度比y按式y=y+y1+y2+y3确定，其中y为框架柱的标准反弯点高度比，按式y=yn+y1+y2+y3确定；yn由查资料表2.4查得。本设计中底层柱需要考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其余柱均无修正。具体计算过程见表3.11。表3.11各层柱端弯矩及剪力计算层次HiVi边柱中柱Di1Vi2yDi2Vi2y63.62116.7712329042708946.511.700.3965.30102.143700063.533.4020.3477.76150.9553.63523.3412552302748177.141.750.44122.19155.5137748105.963.5690.40152.58228.8743.64792.03152780032333101.411.270.45164.28200.7947417148.732.640.45240.94294.4933.65778.02152780032333122.281.270.46202.50237.7147417179.332.640.45290.51355.0723.66467.52156100033167137.421.320.53262.20232.5148333200.252.7640.48346.03374.8715.06895.01200055850461173.920.950.74643.50226.1047337163.151.9990.65530.24285.51注1：表中M量纲为,V量纲为梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按下述各式计算：剪力：轴力：式中：，分别表示节点左、右梁的线刚度；，分别表示节点左、右梁的弯矩；为柱在第i层的轴力，以受压为正。表中梁线刚度取自表3.3，具体过程见表3.12。类别层次b×h0l1.52边横梁13.25×104400×7001.143×101060006.191×10109.287×101012.382×10102～43.00×104400×7001.143×10105.715×10108.573×101011.43×10105～63.00×104350×7001.000×10105.417×10108.126×101010.834×101081 走道梁13.25×104400×5500.555×101027006.801×101010.02×101013.602×10102～43.00×104400×5500.555×10106.167×10109.251×101012.334×10105～63.00×104350×5500.486×10105.4×10108.1×101010.8×1010表3.12梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边梁走道梁柱轴力边柱N中柱N6102.1475.36629.5875.6475.642.756.03-29.58-26.455220.81153.32662.36152.84152.842.7113.21-91.94-50.854322.98214.59689.60231.56231.562.7171.53-181.54-81.933401.99286.086114.68308.71308.712.7228.67-296.22-113.992435.01319.386125.73344.64344.642.7255.29-421.95-129.561488.30300.946131.54330.59330.592.7244.88-553.49-113.34注1：柱轴力中的负号表示拉力，当为左地震作用时，左侧一根柱为拉力，对应的右侧一根柱为压力。注2：表中M单位为,V单位为，N单位为，单位为。81 水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图如图3.6所示。图3.6（a）左地震作用下框架弯矩图(单位：)81 图3.6（b）左震作用下框架梁端剪力及柱轴力图(单位：)3.6竖向荷载作用下框架结构的内力计算3.6.1横向框架内力计算3.6.1.1计算单元取轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为8.4,如图3.9所示，由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影所示，计算单元范围内的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，因此在框架节点上还作用有集中力矩。81 图3.9横向框架计算单元3.6.2.2荷载计算（1）恒载计算在图3.10中，，，代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第6层=6.431，=5.053，为房间给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由图3.9所示几何关系图3.10各层梁上作用的恒载得：=4.96×3.6=17.86，=4.96×2.7=13.392P1、P281 分别为由边纵梁、中纵梁直接转给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载，计算如下：P1=[(3.6×2.0×0.5)×2+(6+2)×1.8/2]×4.96+7.350×7.2+5.513×6/2+4.44×1.2×7.2=179.25P2=[(3.6×2×0.5)×2+(2+6)×1.82+()]×4.96+7.350×7.2+5.513×6/2=183.07集中力矩：M1=P1×e1=179.25×()=17.93M2=P2×e2=183.07×()=18.31对于5层：包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。其它荷载计算方法同第6层，结果为：=6.431+4.28×2.9=18.843；=5.503=3.3×3.6=11.88；=3.3×2.7=8.9P1=14.4×4.96+7.350×7.2+5.513×3+4.44×(6.65×2.9-1.5×1.8×2)+0.4×1.5×1.8×2=202.69P2=22.91×3.3+7.350×7.2+5.513×3+4.28×2.9×(7.2-0.55)=227.60M1=P1×e1=202.69×=20.27M2=P2×e2=272.47×=27.25第2～4层：=7.350+4.28×2.9=19.76=5.775=3.3×3.6=11.88；=3.3×2.7=8.9P1=14.4×3.3+8.4×7.2+5.513×3+4.44×(6.6×2.9-1.5×1.8×2)+0.4×1.5×1.8×2=187.7P2=22.91×3.3+8.4×7.2+5.513×3+4.28×2.9×(7.2-0.6)=234.54M1=P1×e1=187.7×=18.77M2=P2×e2=234.54×=23.45对于1层=7.350+4.28×2.9=19.76=5.775=3.3×3.6=11.88；=3.3×2.7=8.9P1=14.4×3.3+8.4×7.2+5.513×3+4.44×(6.5×2.9-1.5×1.8×2)+0.4×1.5×1.8×2=184.26P2=22.91×3.3+8.4×7.2+5.513×3+4.28×2.9×(7.2-0.7)=233.3081 M1=P1×e1=184.26×=27.64M2=P2×e2=233.30×=35.00（2）活荷载计算活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图3.11所示。图3.11各层梁上作用的活载对于第5～6层：q2=3.6×2.0=7.2=2.7×2=5.4P1=14.4×2.0=28.8P2=22.91×2=45.82KNM1=P1e1=28.8×=2.88M2=P2e2=45.82×=4.58同理：在屋面雪载作用下：q2=0.3×3.6=1.08=0.3×2.4=0.72P1=14.4×0.3=4.32P2=22.91×0.3=6.87M1=P1e1=4.32×=0.43M2=P2e2=6.87×=0.69对于2～4层：q2=3.6×2.0=7.2=2.7×2=5.4P1=14.4×2.0=28.8P2=22.91×2=45.82KNM1=P1e1=28.8×=2.88M2=P2e2=45.82×=4.58对于1层81 q2=3.6×2.0=7.2=2.7×2=5.4P1=14.4×2.0=28.8P2=22.91×2=45.82KNM1=P1e1=28.8×=4.32M2=P2e2=45.82×=6.87将以上计算结果汇总，见表3.17和表3.18。表3.17横向框架恒载汇总表层次5～66.435.50317.8613.39179.25183.0717.9318.312～419.765.77511.888.9187.7234.5418.7723.45119.765.77511.888.9184.26233.327.6435.00表3.18横向框架活载汇总表层次5～67.2（1.08）5.4（0.72）28.8（4.32）45.82（8.32）2.88（0.43）4.58（0.69）2～47.25.428.845.822.884.5817.25.428.845.824.326.87注1：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。（3）内力计算梁端、柱端采用弯矩二次分配法计算由于结构和荷载均对称，估计算时可取半框架。弯矩计算过程如图3.12，所得弯矩图如图3.13。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加而得到。计算中因为是中框架，线刚度全部取2EI/L.计算柱底轴力还需考虑柱的自重，如表3.19和表3.20所示。81 图3.12横向框架弯矩的二次分配法图3.12（a）恒载作用下弯矩的二次分配（M单位：）81 图3.12(b)活载作用下弯矩的二次分配(单位)图3.13竖向荷载作用下框架弯矩图81 图3.13(a)恒载作用下框架弯矩图（单位：）81 图3.13(b)活载作用下框架弯矩图（单位：）81 表3.19恒载作用下梁端剪力及柱轴力（）层次荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCVA=-VBVB=VCVAVBVB=VCN顶N底N顶N底655.0116.47-1.78053.2356.7916.47232.48261.06256.33284.91555.0116.47-0.75054.2655.7616.47493.54522.13509.1537.68483.0413.80-1.51081.5284.5613.80755.64789.66762.9796.92383.0413.80-1.20081.8484.2413.801058.881092.901092.761126.78283.0413.80-1.28081.7684.3213.801362.441396.461422.941456.96183.0413.80-1.37081.6784.4113.801665.921730.101753.041817.22表3.20活载作用下梁端剪力及柱轴力（）层次荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCVA=-VBVB=VCVAVBVB=VCN顶=N底N顶=N底614.4（2.16）3.65（0.49）-0.52（0.02）013.88(2.18)14.92(2.14)3.65（0.49）42.68（6.50）64.39（15.31）514.43.65-0.37014.0314.773.6585.51（49.34）128.63（31.13）81 414.43.65-0.34014.0614.743.65128.37(92.18)192.84（106.95）314.43.65-0.11014.2914.513.65171.46(135.02)256.82（152.77）214.43.65-0.39014.0114.793.65214.27(177.86)321.08（198.59）114.43.65-0.36014.0414.763.65257.11(220.07)385.31（244.41）注：表中括号内数值为屋面作用雪荷载（0.3）,其它层楼面作用活荷载（2.0楼道处取2.4）对应的内力，V以向上为正.81 3.6.2横向框架内力组合3.6.2.1结构抗震等级。结构的抗震等级可根据结构类型、地震烈度、房屋高度的因素，由《规范》确定。根据《规范》查得，本工程的框架为二级抗震等级。3.6.2.2框架梁内力组合。3.6.2.3本设计考虑了四种内力组合，即1.2+1.4，1.2+1.01.4（+），1.35（+1.0）及1.2+1.3。此外，对于本工程，1.25+1.4这种内力组合与考虑地震作用的组合相比一般比较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层梁的内力组合结果见表3.21，表中、两列中的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）。以第一层AB跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合方法。对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算，求跨间最大正弯矩时，可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。图3.14均布和梯形荷载作用下的计算图形由图3.14可得VA=-(MA+MB)/L+0.5q1l+0.5(1-α)q2若，说明，其中为最大正弯矩截面至A支座的距离，则可由下式求得：将求得的值代入下式即可得跨间最大正弯矩值81 若，说明，则若<0，则同理，可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的，和的计算公式（图3.15）图3.15.均布和三角形荷载下的计算图形由下式解得：本设计中对于第一层AB跨，梁上荷载设计值=1.219.76=23.71=1.2（11.88+0.57.2）=18.58左震<0<0则发生在左支座。81 表3.21框架梁内力组合表层次截面位置内力1.2（+0.5)+1.3[1.2（+0.5)+1.3]1.35+1.2+1.4V=[(+)/+]左右左右一层AM-60.22-22.92553..19582..91-855.39437.18-641.54-160.71-154.57285.45V81.6721.12135.88-37.32315.96-31.72268.57163.60156.22B左M-107.35-24.58425.14-696.25409.11-522.19306.83-169.50-163.23V107.3821.70135.88318.52-34.16270.74-29.04166.66159.236B右M-12.43-3.14494.79626.43-660.03469.82-495.02-19.92-19.31.458.66V16.095.4029.86-406.27451..37-345.33383.6627.1226.87跨间MAB432.511718.35324.381288.76MBC563.76563.76422.82422.82三层AM-60.81-23.78422.91409.06-690.51306.80-517.88-166.04-159.75254.21V105.8221.21111.65-5.44284.86-4.62242.13164.07156.68B左M-109.06-24.92380.96-641.07349.42-480.80262.07-172.15-165.76V107.1021.61111.65286.63-3.66243.64-3.11166.20158.77B右M-11.48-3.66443.9561.10-593.04420.83-444.78-19.16-18.9413.47V16.095.40295.93-362.16407.26-307.84346.1727.1226.87跨间MAB432.511718.35324.381288.76MBC563.76563.76422.82422.82注1：表中MAB和MBC分别为AB和BC跨的跨间最大正弯矩。M一向上为正。SQK一项中括号内的数值表示屋面作用下血荷载对应的内力。81 81 ==1.3×488.3-（60.22+7.35×0.5）=570.90=0.75570.90=428.17右震308.39-(223.71+18.58)1.8=248.99KN>0=>6说明发生在右支座=1.3300.94-（66.8+0.511.05）=318.90=0.75×318.90=239.18剪力计算：AB净跨=6-（0.7-）-0.7/2=5.225左震=--64.57=281.15=558.12-64.570.425=530.67=--478.01+281.150.7/2=--379.61右震=277.44=-60.86=-711.47+277.440.425=-593.56=304.43-60.860.7/2=283.13+=530.67+379.61=910.28>593.56+283.13=876.6981 =(23.715.225+18.58)=93.76则VA=1.2876.69/5.225+93.76=295.11VB左=1.2910.28/5.225+93.76=302.82VA=0.85295.11=250.84VB左=0.85302.82=257.403.6.2.3框架柱内力组合。取每层柱顶和柱底两个控制截面，按1.2+1.4，1.2+1.01.4（+），1.35（+1.0）及1.2+1.3进行组合，组合结果及柱端弯矩设计值的调整见表3.22-表3.25。在考虑地震作用效应组合中，取屋面为雪荷载时的内力进行组合。81 层次截面内力SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK[1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax|NNminMNmaxM→←→←6柱顶M56.1819.34（4.37）（129.55-89.40247.44-67.05185.5895.1894.49247.44-67.0595.18N290.9959.94（8.49）30.64345.32424.98258.99318.74452.78433.10424.98258.99452.78柱底M-47.81-13.47（-9.30）43.18-9.32-121.59-6.99-91.19-78.01-79.23-121.59-6.99-78.01N339.5059.94（8.49）30.64403.53483.20362.65362.4518.27491.32483.20302.65518.275柱顶M42.569.58（12.35）199.77-202.88316.52-152.16237.3967.0464.48316.52-152.1667.04N649.23120.22（68.77）91.78731.89970.52548.927727.89996.68947.38970.52548.92996.68柱底M-42.12-10.32107.5783.11-196.5862.33-147.44-67.18-64..99-196.5862.33-67.18N697.74120.22（68.77）91.78790.111028.73592.58771.551062.171005.601028.73592.581062.17表3.22.横向框架A柱弯矩和轴力81 续表3.22横向框架弯矩和轴力81 层次截面内力SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK[1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax|NNminMNmaxM→←→←4柱顶M50.4712.22239.43-243.36379.16-194.69303.3380.3577.67379.16-194.69379.16N1019.57180.46（129.01）179.791098.031565.49878.421252.391556.881476.131565.49878.421565.49柱底M-48.15-11.72173.38160.58-290.21128.46-232.17-76.72-74.19-290.21128.46-290.21N1075.26180.46（129.01）179.191164.861632.32931.891305.861632.061542.961632.32931.891632.323柱顶M45.9611.17249.53-262.54386.24-210.03308.9973.2270.79386.24-210.03386.24N1396.06240.73（189.28）291.441440.842198.581152.671758.862125.412012.292198.581152.672198.58柱底M-47.46-11.52249.53260.53-388.25208.42-310.6-75.59-73.08-388.25208.42-388.25N1451.75240.73（189.28）291.441507.672265.411206.141812.332200.592079.122265.411206.142265.412柱顶M45.9811.23263.92-281.18405.01-224.94324.0173.3070.90405.01-224.94405.01N1772.53301（249.55）421.881759.192856.081407.352284.862693.922548.442856.081407.352856.08柱底M-52.3-12.87297.61316.41-457.38253.13-365.90-843.48-80.78-457.38253.13-457.38N1828.22301（249.55）421.881826.022922.911460.822338.332769.102615.262922.911460.822922.911柱顶M32.287.97255.58-288.74375.77-230.99300.6251.5549.89375.77-230.99375.77N2148.74361.18（309.73）557.762070.113520.281656.092816.223261.103084.143520.281656.093520.28柱底M-16.14-3.99127.42143.88-187.41115.10-149.93-25.78-24.95-187.41115.10-187.41N2236.74361.18（309.73）557.762175.713625.881740.572900.703380.783189.743625.881740.573625.8881 注1：表中M以左侧受拉为正，单位:-3.99。N以上受压为正,单位:。注2：SQK一列中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其他层为耧面作用活荷载对应的表3.23横向框架A柱剪力组合层次SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK[1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK→←→←6-28.89-9.1147.9822.24-102.5116.68-76.88-48.11-47.425-23.52-5.5385.3779.44-142.5259.58106.89-37.28-35.974-27.39-6.65114.67112.21-185.9389.77-148.74-43.63-42.183-25.95-6.30138.63145.30-215.14116.24-172.11-41.33-39.962-27.3-6.69155.98166.00-239.55132.8-191.64-43.55-42.131-9.68-2.3976.686.53-112.6369.22-90.10-15.46-14.96注:表中V以绕柱端顺时针为正（单位：）。81 表3.24横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK)+1.35SEK[1.2（SGK+0.5SQK)+1.35SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKNMM→←→←6柱顶M-42.71-13.2（-4.69）197..05-315.34196.99-236.51147.74-70.86-69.73-315.34-236.51-70.86N324.1987.1（11.93）40.02389.26493.31291.95369.98524.76510.97389.26291.95524.76柱底M36.129.14（7.03）106.10186.76-89.10140.07-66.8357.9056.14186.76140.0757.90N372.7087.1（11.93）40.02447.47551.53335.60413.65590.25569.18447.47335.60590.255柱顶M-33.03-7.01（8.19）320.74460.80373.12-368.64298.50-51.60-49.45-460.80-368.64-51.60N764.71173.86（98.69）131.94850.451193.49680.36954.791206.221161.06850.45680.361206.22柱底M32.217.21213.83320.96-235.00256.77-18850.6948.75320.96256.7750.69N813.22173.86（98.69）131.94908.661251.70726.931001.3612710711219.27908.66726.931271.71注1：表中M以左侧受拉为正，单位为。N以上受压为正,单位为。注2：SQK一列中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其他层为耧面作用活荷载对应的。81 续表3.24.横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK)+1.35SEK[1.2（SGK+0.5SQK)+1.35SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKNMM4柱顶M-39.01-8.64406.91-58/0.98476.78-464.78381.59-61.30-58.91-580.98-464.78476.99N1154.80260.66（185.49）266.631195.541888.78956.431511.021819.641750.681195.54956.431888.78柱底M36.98.21332.93482.02-383.60385.62-306.8858.0355.77482.02385.62-383.60N1210.49260.66（185.49）266.631236.301929.54989.041543.631894.821817.511236.30989.041929.543柱顶M-35.37-7.89491.93686.69592.33-549.35473.86-55.64-53.49-686.69-549.35592.33N1614.37347.43（272.26）450.911559.522731.891247.622185.512526.832423.651559.521247.622798.71柱底M36.58.14402.49571.92-474.55457.54-379.6457.4255.20571.92457.54-474.55N1670.06347.43（272.26）450.911626.352798.711301.082238.972602.012490.471626.351301.082798.712柱顶M-34.98-7.79519.27-721.70628.40-577.36502.72-55.01-52.88-721.70-577.36628.40N2073.96434.2（359.03）651.171902.753595.791522.22876.633234.053096.631902.751522.23595.79柱底M38.368.54479.33674.29-571.97539.43-457.5860.3357.99674.29539.43-571.97N2129.65434.2（359.03）651.171669.583362.621335.662690.103309.233163.461669.581335.663362.621M-24.15-5.4440.60-605540.56-4.84432.45-38.00-36.54-605-484-540.5681 柱顶N2533.81521.06（445.89845.152254.514451.901803.613561.523941.703770.662254.511803.614451.90柱底M12.082.7818.251079.84-1047.61863.87-838.0919.0118.281079.84863.87-1047.61N2621.81521.06（445.89）845.152360.114557.501888.0936464060.503875.662360.111888.094557.5081 注1：表中M以左侧受拉为正，单位为。N以上受压为正,单位为。注2：SQK一列中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其他层为耧面作用活荷载对应的81 注1：表中M以左侧受拉为正，单位为。N以上受压为正,单位为。注2：SQK一列中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其他层为耧面作用活荷载对应的81 注1：表中M以左侧受拉为正，单位为。N以上受压为正,单位为。注2：SQK一列中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其他层为耧面作用活荷载对应的81 表3.25横向框架B柱剪力组合层次SGKSQKSEK1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK[1.2（SGK+0.5SQK）+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK→←→←621.906.21（3.26）84.21139.48-79.47104.61-59.6035.7834.97518.123.95（4.28）148.49217.15-168.92173.72-135.1428.4127.27421.094.68205.51295.28-239.05236.22-191.2433.1531.86319.964.45248.45349.61-296.36279.69-237.0931.4030.18220.374.54277.39387.78-333.44310.22-266.7532.0430.8017.251.62251.77336.97-317.63269.58-254.1011.4110.97注1:表中V以绕柱端顺时针为正（单位）。81 3.7截面设计3.7.1框架梁以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程，其它层梁的配筋计算结果见表3.26和表3.27。3.7.1.1梁的正截面受弯承载力计算从表中分别选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。支座弯矩：=711.46-277.43×（0.7-0.55/2=586.62=0.75×586.62=439.97=478.01-281.15×0.7/2=379.61=0.75×379.61=284.71跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩，由表3.21可得相应的剪力V=1.3131.54-（81.67+0.5×14.04）=82.31则支座边缘处=570.90-82.31×0.425=525.92=0.75535.92=401.94当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，===2=2000；按梁间距考虑时=b+=400+3250=3650；按翼缘厚度考虑时，=-=700-35=665，=100/665=0.15>0.1，此种情况不起控制作用，故取=2000。梁内纵向受拉钢筋选HRB400级钢（==360），=0.518，下部跨间按单筋T型截面计算。因为=1.019.12000100（665-1002）=2349.3>401.94属第一类T型截面81 mm2实配钢筋522（1900），，满足要求。将下部跨间截面的522钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（As"=1900），再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部说明As"富裕，且达不到屈服，可近似取实取425（As=1964）支座上部实取518（As=1272），，As"/As=1.49>0.3,满足要求。3.7.1.2梁斜截面受剪承载力计算AB跨：V=257.40<=0.21.019.1665400=1016.12kN故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取4肢8@100，箍筋用HPB235（），则=0.421.71400645+1.25210665=541.91>257.40加密区长度取1.0，非加密区箍筋取4肢8@150（按构造配筋），箍筋设置满足要求。BC跨：若梁端箍筋加密区取4肢10@100，则其承载力为81 0.421.71400665+1.25210665=739.2>V=439.23由于非加密区长度较小，故全跨均可按加密区配置。表3.26框架梁纵向钢筋计算表层次截面MξAs"As实配AsAs"/As%6支座A-165.940.05418842409.46420+422（2776）0.681.23B-134.250.01418842002.78622（2281）0.831.01AB跨间501.420.0271660.23620（1884）0.83支座-117.82<022812208.59622（2281）1.001.32BC跨间95.500.1062084.23622（2281）1.323支座A-432.430.04325923242.04425+422（3484）0.741.35B-400.190.01825922795.95425+422（3484）0.741.35AB跨间1280.150.0412521.09425+220（2592）1.00支座-440.320.00932203296.09425+422（3484）0.921.90BC跨间426.540.1593126.34425+420（3220）1.631支座A-534.910.04917802518.39722（2661）0.801.03B-426.630.03917802008.62722（2661）0.800.7981 AB跨间433.790.0211724.73718（1780）0.69支座-479.480.00829453039.08722（2661）0.911.63BC跨间621.220.1062888.88625（2945）1.49表3.27框架梁箍筋数量计算表层次截面（）（）梁端加密区非加密区实配钢筋实配钢筋（）6A119.34665.67-0.12<0双肢8@100（1.01）双肢8@150（0.192）119.96515.520.09双肢8@100（1.01）双肢8@100（0.287）3A254.21760.760.54双肢8@100（1.01）双肢8@150（0.168）413.47589.162.14三肢10@100（2.36）三肢10@100（0.589）81 1A285.45985.560.59四肢8@100（2.01）四肢8@150（0.335）458.66756.362.44四肢10@100（3.41）四肢10@100（0.785）注1：表中V为换算至支座边缘处的梁端剪力。3.7.2框架柱3.7.2.1剪跨比和轴压比验算表3.28给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果。表中、和都不应考虑承载力抗震调整系数。由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足《规范》要求。表3.28柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次bA柱655051014.3165.5765.71390.364.94〉20.105〈0.8360056014.3346.05138.761850.654.45〉20.413〈0.8170066019.1850.21167.673026.847.68〉20.364〈0.8B柱655051014.3221.5277.14412.575.63〉20.111〈0.8360056014.3488.8189.651654.414.60〉20.369〈0.8170066019.1701.28196.252559.195.41〉20.308〈0.83.7.2.2柱正截面承载力验算以第二层B柱为例说明,其它柱配筋详见表3.29。根据B柱内力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利内力进行配筋计算。B节点左、右梁端弯矩-478.01+281.15×0.72=-379.61426.60-299.59×0.72=321.74B节点上、下柱端弯矩447.19-214.67×0.1=425.76-370.4+196.25×（0.7-0.1）=-254.1381 =425.76+254.13=679.89=379.61+321.74=701.35/=0.96<1.2则1.2=841.62，,在节点处将其按弹性弯矩分配给上、下柱端，即=841.62=527.04=841.62×=314.58=0.8527.04=421.63===317.2取20和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即700/30=20，故取=23。柱的计算长度取[1+0.15（）]×H=[1+0.15（0.757+0.847）]×3.3=4.09=+=317.2+23=340.2因为/=4090/600=6.82>5,故应考虑偏心距增大系数。===1.94>1.0(取=1.0)/<15，取=1.0==1.05e=+=1.05340.2+600/2-40=617.21对称配筋====0.277<为大偏心受压情况。=81 ==953.26再按及相应的M一组计算。N=2287.98，节点上下柱端弯矩32.73-34.57×0.1=29.27-28.83-12.53×0.55=35.72此组合是非地震组合情况，且无水平荷载作用，故不必进行调整，且取=1.25×3.6=4.50===9.73=+=9.73+23=32.73，/=4.5×1000/600=7.5同理可求得=1.12，=1.0，=1.69=1.69×32.73=55.31<0.3=0.3×560=168故为小偏心受压。e=+=55.31+300-40=315.31按上式计算时，应满足及。但N=2287.98kN<=0.51814.3600560=2488.89=2287.98315.31=721〈=0.4314.3600=1156.99故为构造配筋且应满足>0.8%。单侧配筋率0.2%。故×bh=0.2%×600×600=720经比较，选取420（=1256），总配筋率==1.12%，所以满足要求。柱纵向钢筋计算结果见表3.29。3.7.2.3柱斜截面受剪承载力计算以第一层柱为例进行计算,各层柱箍筋计算结果见表3.30.由上柱柱端弯矩设计值81 =314.58对于二级抗震，柱底弯矩设计值=1.25×701.28=876.6则框架柱的剪力设计值<0.2（满足要求）>3（取λ=3.0）其中取较大的柱下端值，而且、不应考虑，故为将表3.24中查得的值除以0.8，为将表27中查得的值除以0.85，与对应的轴力N=1930.14<取N=21930.14===-2.27<0故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢Φ10@50。若按构造配筋由表3.28可得知一层柱底的轴压比n=0.308,从书中查的=0.089，则最小配筋率取Φ10，Asv=78.5mm2，则s147。根据构造要求，取加密区箍筋为4肢Φ10@100，加密区位置及长度按规范要求确定。非加密区选用4肢Φ10@200，s10d=220非加密区所选箍筋满足配筋及构造要求。表3.29框架柱箍筋数量表柱层N0.2实配箍筋（%）81 号次//////%加密区非加密区A柱654.58955.24>v354.741456.12<00.6804肢Φ10@50（0.92）4肢Φ10@100（0.65）3204.551154.99>v1365.241852.03<00.7154肢Φ10@50（0.85）4肢Φ10@100（0.60）1302.481814.68>v2102.562826.88<00.9734肢Φ10@50（1.09）4肢Φ10@100（0.83）B柱687.52921.87325.761184.27<00.6804肢Φ10@50（0.92）4肢Φ10@100（0.76）3241.561023.22>v1254.4511455.47<00.7154肢Φ10@50（0.85）4肢Φ10@100（0.60）1238.321764.84>v1930.342350.21<00.8094肢Φ10@50（1.09）4肢Φ10@100（0.63）81 楼梯设计1.建筑设计（1）楼梯间建筑平面中开间3.6m，进深6m。（2）楼梯形式尺度：采用双跑楼梯。层高3.6m，踏步尺寸采用150×300，每层共需3.6/0.15=24步.2.结构设计采用板式楼梯（1）楼梯梯段板的计算混凝土采用C20，当d<10mm时,采用一级钢筋，当d>12时，采用II级钢筋。假定板厚h=110mm，斜板倾角，cos=0.08944，取1宽板带为计算单元。荷载计算踏步重：斜板重：KN/m20mm厚面层粉刷层重：15mm厚板底抹灰：恒载标准值=1.875+3.35+0.6+0.29=6.12KN/m恒载设计值Gd=1.2×6.12=7.34KN/m活荷载标准值：Pk=2.5×1.0=2.5KN/m设计值：Pd=1.4×2.5=3.5KN/m总荷载设计值：Qd=gd+Pd=7.34+3.5=10.84KN/m内力计算跨中弯矩：M=0.1qdl2=0.1×10.84×3.32=11.80KN/m配筋计算（机构重要性系数γ0=1.0）h0=h—20=100mm=ζ=1—=1—=0.113781 mm2受力钢筋选用Φ10@130（AS=604mm2）分布钢筋选用Φ6@300（2）平台板的计算假定板厚为70mm，平台梁TL-1载面尺寸为200×300，TL-2载面尺寸为150×200mm恒载：平台板自重0.07×1×25=1.75KN/m20mm厚抹面0.02×1×20=0.4KN/m15mm厚底面抹灰0.015×1×17=0.225KN/m恒载标准值=2.41KN/m恒载设计值Gd=1.2×2.41=2.89KN/m活荷载标准值：Pk=2.5×1.0=2.5KN/m设计值：Pd=1.4×2.5=3.5KN/m总荷载设计值：Qd=gd+Pd=2.89+3.5=6.39KN/m内力计算计算跨度l=l0+h/2=（1.6-0.2-0.15）+0.07/2=1.29m板跨中弯矩M=0.125qdl2=0.125×6.39×1.292=1.33KN/m配筋计算=ζ=1—=1—=0.041mm2受力钢筋选用Φ6@200（AS=141mm2）分布钢筋选用Φ6@300(3)平台梁TL—1计算①荷载计算梯段板传来：10.84×3.3/2=17.89KN/m平台板传来：6.39×〔（1.6—0.2—0.15）/2+0.2〕=5.27KN/m梁自重（b×h=200×300）1.2×〔0.2×（0.3-0.07）×25+0.02×（0.3-0.07）×17〕=1.47KN/m∑qd=24.63KN/m②内力计算L=l0+a=3.36+0.24=3.6mL=1.05l0=1.05×3.36=3.53m取l=3.53mMmax=0.125qdl2=0.125×24.63×3.532=38.36KN*m81 Vmax=0.5qdl=0.5×24.63×3.36=41.38KN③配筋计算1）纵向钢筋计算（按倒L型载面计算）翼缘计算宽度：mm取小值=588mm判别截面类型（h0=300—35=265mm，=70mm）fcm（h0—/2）=11×588×70×（265—70/2）=104.1KN*m>38.36KN*m属第二类截面。ζ=1—=1—选用2Φ14+1Φ16(AS=308+201.1=509.1mm2)2)腹筋计算截面校核：0.25fcbh0=0.25×10×200×265=132.5KN>41.38KN截面尺寸满足要求：判别是否须按计算配置负筋0.07fcbh0=0.07×10×200×265=37.1KN<41.38KN需按计算配置箍筋。假定选用φ6的双肢箍筋，Asv=57mm2，则>Smax=150mm选用φ6@150的双肢箍。81 4楼板设计计算楼板设计：该办公楼采用双向肋梁楼板，结构平面布置如图4.1，支撑梁截面见表3.1。设计资料如下：楼面活荷载，过道处活荷载，板自重加上瓷砖地面及下面V型轻钢龙骨吊顶等，恒荷载。（1）荷载设计值q=1.4×2.0=2.8g=1.35×3.30=4.46g+q/2=4.46+2.8/2=5.86g+q=4.46+1.4×2.4=7.82（走道板）q/2=1.4g+q=2.8+4.46=7.26（2）计算跨度由于梁板在支座与支承构件整浇，故各区格板的计算跨度均为支承中心线的距离。计算跨度：内跨：（为轴线间的距离）边跨：（为边跨支承中心线的距离）各区格板的计算跨度列于表4.1中。（3）弯矩计算跨中最大弯矩为当内支座固定时，在作用下的跨中弯矩与支座铰支时，作用下的跨中弯矩之和，本案计算考虑波桑比的影响，支座最大负弯矩为当内支座固定时作用下的支座弯矩值，相邻两支座的弯矩值取绝对值较大值，对区格板的简支边，取,混凝土的波桑比取0.2。根据不同的支承情况，整个楼盖可以分为A、B、C、D四种区格板。A区格为：单向板(过道板)B区格为：三边固定一边简支C区格为：单向板（过道板）D区格为：两邻边简支两邻边固定A区格为：参照《土木工程毕业设计指导》（梁兴文史庆选主编）按单向板在横向取1米宽的板带，按g+q均布荷载计算器跨中弯矩及支座弯矩:跨中弯矩：支座弯矩：81 图4.1区格板划分示意图B区格板：+(0.082+0.2×0.0242)×1.4×3.62=5.30+(0.0242+0.2×0.082)×1.4×3.62=2.01各区格板的弯矩值列于表4.1中。81 表4.1按弹性理论计算的弯矩值ABCD()2.73.62.73.6()7.267.260.380.60.380.61/24×7.26×=2.21(0.0384+0.2×0.0059)×7.26×3.62+(0.082+0.2×0.0242)×1.4×3.62=5.301/24×7.26×=2.21(0.0384+0.2×0.0059)×7.26×3.62+(0.082+0.2×0.0242)×1.4×3.62=5.300(0.059+0.2×0.0384)×7.26×3.62+(0.0242+0.2×0.082)×1.4×3.62=2.010(0.059+0.2×0.0384)×7.26×3.62+(0.0242+0.2×0.082)×1.4×3.62=2.01-1/12×7.26×=-4.41-0.0824×7.26×3.62=-7.52-1/12×7.26×=-4.41-0.0824×7.26×3.62=-7.52-4.41-7.52-4.41-7.520-0.0570×7.26×3.62=-5.3000000-0.0570×7.26×3.62=-5.30（4）截面设计截面的有效高度：假定用HPB235Φ8的钢筋，在短跨取保护层厚度为20,则，长跨取保护层厚度30,则。截面设计用的弯矩：板周边均与梁整体连接，«规范»允许其弯矩设计值按下列情况进行折减：①中间跨和跨中截面及中间支座截面，减少20%；②边跨的跨中截面及楼板边缘算起的第二个支座截面，当时，减少20%；当时减少10%，式中为垂直于楼板边缘方向板的计算跨度；为沿楼板边缘方向板的计算跨度。为了便于计算取，取。截面配筋计算结果及实际配筋列于表4.2中，配筋施工图见图4.2。81 表4.2按弹性理论设计的截面配筋配筋实有跨中A区格方向802.21×0.8=1.77114.798@200264方向700000B区格方向805.3×0.9=4.77427.328@110480方向702.01×0.9=1.81206.238@200264C区格方向802.21×0.8=1.77114.798@200264方向700000D区格方向805.30624.6710@110714方向702.01340.868@110480支座A-A800000A-B80-6.57×0.9=-5.91411.658@110480A-C800000C-D80-5.30680.4510@110714B-B80-14.87×0.8=-8.68931.7010@80981.25B-C80-6.57×0.9=-6.57411.658@110480B-D80-6.57×0.9=-6.57411.6510@11071481 图4.2配筋施工图81 7构造说明由于影响地震作用和结构承载力的因素很复杂，在对地震破坏的机理还不十分确定的情况下，对结构的许多方面难于作出准确的计算，因此以巨大量的实际工程经验及震害调查资料，借助《结构抗震规范》(GB50011-2001)和《混凝土结构设计规范》（GB50010-2002）提出了一系列合理的结构构造措施以保证结构的抗震能力。7.1梁的构造7.1.1截面尺寸框架梁的截面尺寸一般由三个条件确定：(1)最小构造截面尺寸要求；(2)抗剪要求；(3)受压区高度的限值。框架梁的截面高度hb一般按（1/8-1/12）lb(lb为梁的计算跨度)估算，且不宜大于1/4净跨，梁的高宽比bb/hb不宜小于0.25，因bb/hb较小时，混凝土抗剪能力有较大降低，同时截面宽度不宜小于200和bc/2(bc为柱宽)，梁截面的最小尺寸还应满足竖向荷载下的刚度要求。为防止梁发生斜压破坏，保证混凝土具有一定的抗剪承载力和箍筋能够发挥作用，梁截面应满足抗剪要求：非抗震设计当hw/b≤4时，V≤0.25fcbh0当hw/b≥6时,V≤0.20fcbh0当425时，其锚固长度按表中数值增加5d采用；注2：螺纹钢筋直径d≤25时，其锚固长度按表中数值减少5d采用；注3：在任何情况下，纵向受拉钢筋的猫固长度不应小于250。若需上弯，则水平锚固段不应小于10d。7.1.2.2抗震设计时：(1)纵向受拉港筋配箍率不应大于2.5%，也不应小于表7.2中的数值。表7.2框架梁纵向受拉钢筋最小配筋百分率抗震等级支座跨中一0.400.30二0.300.25三、四0.250.20(2)水平力产生的剪力在框架梁总剪力中占的比例很大，由于在水平力往复作用下，两种剪力反号，反弯点移动等因素，在框架梁中不采用弯起钢筋，梁中全部剪力由箍筋和混凝土共同承担。(3)梁截面上部和下部至少分别配置两根贯通全跨的钢筋，一、二级框架梁其直径不小于14，且不应小于梁端顶面和底面纵向钢筋中较大截面面积的1/4，三、四级框架梁纵筋直径不小于12。(4)在地震荷载反复作用下，梁中纵向钢筋埋入柱节点的相当长范围内，混凝土与钢筋的粘结力易发生破坏，因此，应比非抗震设计框架的锚固长度大。一级框架laE=la+10d二级框架laE=la+5d三、四级框架laE=la(5)一、二级框架梁纵向钢筋应伸过边柱节点中心线。当纵向钢筋在节点内水平锚固长度不够时，应沿柱节点外边向下弯折。试验研究表明，伸入支座弯折锚固的钢筋，锚固力由弯折钢筋水平段的粘结强度和垂直端的弯折锚固作用所组成。水平段的粘结，是构成锚固的主要成份，它控制了滑移和变形，在锚固中起很大作用，故不应小于0.45laE。垂直段只在滑移变形较大时才受力，要求垂直段不小于10d，因随垂直段加长，其作用相对减小，故限制最大垂直段长度为22d。上部纵筋应贯穿中柱节点，下部纵筋伸入柱节点的总长度也应大于laE，并伸过柱中心线5d，但不宜大于20d。(6)纵向钢筋的接头，一级框架中应采用焊接；二级框架中宜采用焊接。(7)梁端部纵向受压钢筋与受拉钢筋面积的比值AS׳/AS81 ,一级框架不应小于0.5，二、三级框架不应小于0.3。因梁端部的底面和顶面纵向钢筋量的比值，对梁的变形能力有较大影响。一方面，梁底面钢筋可增加负弯矩作用时的塑性转动能力；另一方面，防止正弯矩作用时过早屈服或破坏过重而影响负弯矩作用时强度和变形能力的正常发挥。7.1.3梁的箍筋7.1.3.1非抗震设计时：当梁中配有计算所需受压筋时，箍筋应为封闭形式；当一层内纵向钢筋多于三根时，应设置复合箍筋，但梁宽≤400，且一层内纵向受压钢筋不应多于四根时，可不设置复合箍筋。(1)箍筋配筋率ρSV≤0.02fc/fyv(2)箍筋的间距，在绑扎骨架中部不应大于15d，在焊接箍加密区不应大于20d，并应满足表7.3的要求。表7.3箍筋间距构造要求hV>0.07fcbh0≤0.07fcbh01500.6一普通箍、复合箍0.81.21.6螺旋箍0.81.01.2二普通箍、复合箍0.6-0.80.8-1.21.2-1.6螺旋箍0.60.8-1.01.0-1.2三普通箍、复合箍0.4-0.60.6-0.80.8-1.281 螺旋箍0.40.60.8注1：计算柱箍筋体积配箍率时，不计重叠部分的箍筋体积。(6)纵向钢筋搭接接头处，箍筋间距应符合一下要求：纵筋受拉时，不大于5d及100。纵筋受压时，不大于10d及200。结论本次毕业设计要求学生通过设计了解并掌握中小型民用、商用建筑设计全过程（包括初步设计，建筑方案的选定以及施工图设计），从而培养学生在工程设计中分析问题、解决问题的能力。通过毕业设计，要求我们掌握多层房屋的结构选型、结构布置、结构计算以及建筑和结构施工图的绘制，使我们具有一定的设计能力，并检查我们对基础理论知识的掌握程度以及综合运用专业知识了解工程设计问题的能力。同时在手算的基础上要求机绘，并加以对比得出两者之间的差异分析，使我们能够比较熟悉地运用计算机来进行辅助设计，为以后的工作打好基础。在工程实际中，要考虑的因素很多，这就要求我们用系统的方法来分析和解决问题，同时还要求我们了解和掌握相关知识，并且具有独立查阅资料，独立思考的能力。由于缺乏实际工作经验，理论知识也不够扎实，设计中存在的不足之处恳请各位老师批评指正。81'