框架结构一榀框架手算计算书

1 工程概况

拟建5层培训中心,建筑面积4500m2,拟建房屋所在地的设防参数，基本雪压S0=0.3kN·m2,基本风压ω0=0.45kN·m2地面粗糙度为B类。

2 结构布置及计算简图

主体5层,首层高度3.6m,标准层3.3m,局部突出屋面的塔楼为电梯机房层高3.0m,外墙填充墙采用300mm,空心砖砌筑,内墙为200mm的空心砖填充,屋面采用130mm，楼板采用100mm现浇混凝土板,梁高度按梁跨度的1/12～1/8估算,且梁的净跨与截面高度之比不宜小于4,梁截面宽度可取梁高的1/2～1/3,梁宽同时不宜小于1/2柱宽,且不应小于250mm,柱截面尺寸可由Ac≥

N 确定本地区为四级抗震,所以c0.8,各层重力荷载近似值

[N]fc取13kN·m-2,边柱及中柱负载面积分别为7.86.9226.91m2

和7.8(6.922.72)37.44m2.

柱采用C35的混凝土（fc=16.7N·mm 2，ft=1.57N·mm 2）

1.326.91131035170281mm2 第一层柱截面 边柱 AC=

0.816.71.2537.44131035227695mm2 中柱 AC=

0.816.7如取正方形,则边柱及中柱截面高度分别为339mm和399mm。 由上述计算结果并综合其它因素，本设计取值如下：

1层: 600mm×600mm； 2～5层:500mm×500mm

表1 梁截面尺寸(mm)及各层混凝土等级强度

层次 1 2～5 砼等级 C35 C30 横梁(b×h) AB、CD跨 BC跨 主梁(b×h) 400×700 350×700 次梁(b×h) 300×450 300×450 350×500 350×400 300×500 300×400 基础选用桩基础。2～5层柱高为3.3m,底层柱高度从基础顶面取至一层底板，即h13.60.452.21.10.15.05m。

- 1 -

图1 结构平面布置图

图2 建筑平面图

- 2 - 40厚刚性防水细石砼保护层20厚水泥砂浆找平层50厚炉渣三毡四油防水层100厚钢筋混凝土板

图3 剖面图

5.05m3.3×4=13.2m3.0m6.9m2.7m6.9m7.8m7.8m7.8m7.8m （a） 横向框架 （b）纵向框架

图4 框架结构计算简图

3 重力荷载计算

3.1 屋面及楼面的永久荷载标准值

40mm刚性防水细石砼内配φ4@200钢筋网 25×0.04=1.0 kN·m-2 20mm1:3水泥砂浆找平层 20×0.02=0.4 kN·m-2

- 3 -

50mm炉渣找坡2% 12×0.05=0.6 kN·m-2 三毡四油防水层 0.4 kN·m-2 100mm钢筋混凝土板 0.1×25=2.5 kN·m-2 V型轻钢龙骨吊顶 0.25 kN·m-2

合计 5.15 kN·m-2 1～5层楼面:瓷砖地面 0.55 kN·m-2 60mm浮石珍珠岩混凝土隔声层 5×0.06=0.3 kN·m-2

100mm混凝土楼板 0.10×25=2.5 kN·m-2 V型轻钢龙骨吊顶 0.25 kN·m

-2

合计 3.6 kN·m-2

3.2 屋面及楼面可变荷载标准值

上人屋面均布活荷载标准值 2.0 kN·m

-2

楼面活荷载标准值 2.0 kN·m-2 电梯机房楼面活荷载标准值 7.0 kN·m-2 屋面雪荷载标准值 0.3 kN·m-2

3.3 墙重力荷载计算

外墙:墙体为300mm粘土空心砖，外墙面贴瓷砖。墙面为20mm厚抹灰，则外墙单位墙面重力荷载为：

15×0.3+17×0.02=4.84 kN·m-2

内墙:为200mm粘土空心砖，两侧均为20mm抹灰，则内墙单位面积重力荷载为：

15×0.24+17×0.02×2=3.68 kN·m-2

3.4 梁柱自重重力荷载(见表2)

表2 梁柱重力荷载标准值

层次 b /m h /m γ /kN·m-3 25 25 25 25 25 g Li /m 6.12 2.1 6.5 7.02 5.05 Gi /kN 449.45 61.824 322.14 1444.716 1599.84 2278.13 构件 β /kN·m-1 1.05 1.05 1.05 1.05 1.10 4.59 3.68 3.54 7.35 9.9 - 4 -

n 16 8 14 28 32 G i/kN 边横梁 0.35 0.5 中横梁 0.35 0.4 1 次梁 纵梁 柱 0.3 0.45 0.4 0.6 0.7 0.6 边横梁 2 中横梁 ～ 5 次梁 纵梁 柱 0.3 0.3 0.5 0.4 25 25 25 25 25 1.05 1.05 1.05 1.05 1.10 3.94 3.15 3.54 6.43 6.88 6.27 2.2 6.55 7.17 3.3 16 8 14 28 32 395.26 55.44 324.62 1290.89 726.528 2066.21 0.3 0.45 0.35 0.7 0.5 0.5 3.5 门窗自重重力荷载 塑钢窗: 0.45 kN·m-2 普通钢铁门: 0.45 kN·m-2 铝合金门: 0.40 kN·m-2

火 门: 0.45 kN·m-2 木 门: 0.2 kN·m-2 玻璃门: 1.0 kN·m-2

3.6 重力荷载代表值

具体数据见图5中标注，Gi的单位为kN。

4 框架侧移刚度计算 图5 各质点重力荷载代表值

4.1 横向框架侧移刚度计算

表3 横梁线刚度ib计算

类 层别 次 1 边 横 2 梁 ～5 1 走 道 2 梁 ～5 Ec /N·mm-2 3.15×10 3.0×10 3.15×10 3.0×10 4444b×h /(mm×mm) 350×500 300×500 350×400 300×400 IO /(mm4) 3.646×10 3.646×10 1.869×10 1.6×10 9999l (mm) E0I0/l /(N·mm) 101.5E0I0/l /(N·mm) 2.49×10 2.37×10 3.27×10 2.7×10 101010102.0 E0I0/l /(N·mm) 3.32×10 3.16×10 4.36×10 3.6×10 101010106900 1.66×10 6900 2700 2700 1.585×10 2.18×10 1.8×10 101010表4 柱线刚度ic计算

层 次 1 2～5 hC /mm 5000 3300 EC N/mm 3.15×10 3.0×10 44b×h /mm×mm 600×600 500×500

- 5 -

Ic /mm4 1.08×10 0.521×10 1010ECI0/hc /N.mm 6.804×10 4.736×10 1010表5 中框架柱侧移刚度D值(N·mm)

边柱(8根) 层次 3～5 2 1 中柱(8根) 8030 6940 23360 -1

K 0.335 0.343 0.244 c 0.154 0.113 0.356 Di1K 1.175 0.822 1.175 c 0.528 0.468 0.528 -1

27550 36550 27550 Di1Di 286240 347920 408880 表6 边框架柱侧移刚度D值(N·mm)

层 次 3～5 2 1 表7 楼、电梯间框架柱侧移刚度D值(N·mm)

层 次 3～5 2 1 表8 横向框架层间侧移刚度(N·mm)

层次 -1

-1

A-1、A-8、D-1、D-8 K 0.335 0.343 0.244 c 0.143 0.146 Di1 K B-1、B-8、C-1、C-8 c 0.174 0.190 0.362 Di2 9080 9916 23757 Di 7350 0.714 19100 0.763 65720 116064 183988 0.332 1721.088 0.564 K 1.267 1.409 0.847 C-3、C-4、C-5、C-6 c 0.388 0.473 0.413 Di1 K D-3、D-4、D-5、D-6 c 0.240 0.155 0.340 Di2 12520 8080 22310 Di 20240 0.633 21550 0.367 31040 0.270 131040 118520 213400 Di 1 614208 2 482504 3 483000 4 483000 5 483000 由上表得到D1/ Di=614208 /482504=1.27>0.7,故该框架为规则框架。 5 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算

5.1 横向水平地震作用下框架结构的内力和侧移计算

5.1.1横向自振周期计算

突出屋面部分的折算重力荷载 Ge1411.07132319.81731.77kN 结构顶点的假想侧移计算由表9体现。

- 6 -

表9 结构顶点的假想侧移计算

层次 5 4 3 2 1 Gi/KN 6948.24 7352.14 7352.14 7352.14 8946.07 VGi/kN 6948.24 14300.38 21652.52 29004.66 37950.73 Di/(N·mm-1) 483000 483000 483000 482504 614208 u/mm 14.39 29.61 44.83 60.11 61.79 ui/mm 210.73 196.34 166.73 121.9 61.79 计算基本周期T1,其中μT的量纲为m,取ΨT=0.7,则 T1=1.7×0.7×0.21073=0.57s 5.1.2 水平地震作用及楼层地震剪力

结构不超过40m,质量和刚度沿高度分布比较均匀,变形以剪切性为主,故可用底部剪力法计算水平地震作用。结构总水平地震作用标准值，

即 Geq0.85Gi0.85(894.60722056.426948.24） =0.85×29899.27=25414.38KN

Tg0.90.40.91()max()0.080.0582

T10.57 FEK=1·Geq=0.0582×25414.38=1479.12kN

因1.4Tg=1.4×0.40=0.56sδn=0.08·T1+0.01=0.08×0.57+0.01=0.0556 F50.05561479.12109.350kN 各质点的水平地震作用按公式Fi=1479.12具体计算结果由表10体现

表10 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算

层次 5 4 3 2 1 Hi/m 21.7 18.7 15.4 12.1 8.8 5.05 Gi/KN 1731.770 6948.247 7352.141 7352.141 7352.141 8946.071 GiHi/KN 37579.41 129932.22 113222.97 88960.91 64698.84 45177.66 GiHi计算

GjHjGiHiGjHi0.078 0.271 0.236 0.186 0.135 0.094 Fi/KN 115.4 400.9 349.1 275.1 199.7 139.0 Vi/KN 115.4 516.3 910.4 1185.5 1385.2 1524.2 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布图见图6 - 7 -

F6F5+ΔF5F2F1V2V1

（a）水平地震作用分布 （b）层间剪力分布

图6 横向水平地震作用及楼层地震剪力

5.1.3 水平地震作用下位移计算

水平地震作用下框架结构层间位移i和顶点位移i分别 按uiVinDiji1和Vu计算。计算结果见表11

i1kn表11 横向水平作用下的位移验算

层 次 5 4 3 2 1 Vi/KN 516.3 910.4 1185.5 1385.2 1524.2 Diui（N/mm） 483000 483000 483000 482504 614208 /mm ui/mm 10.75 9.68 7.8 5.35 2.48 Hi/mm 3300 3300 3300 3300 5050 uihi 1.07 1.88 2.45 2.87 2.48 0.000324 0.000567 0.000742 0.000870 0.000491 由表11可知，最大层间弹性位移角发生在第二层，其值为0.000870<1/550，满足1uueeh的要求，其中，查表可得，（《土木工程专业毕业设计指导》）。

h5505.1.4 水平地震作用下框架内力计算

- 8 -

表12 各层柱端弯矩及剪力计算

层hi Vi /kN ΣDij N·m Di1 Vi1 边 柱 y 次 /m k Mbi1 Mui1 Di2 Vi2 k 中 柱 y Mib2 Miu2 5 3.3 516.3 483000 8030 8.58 0.335 0.25 8.81 26.43 27550 36.92 1.175 0.35 42.64 79.19 4 3.3 910.4 483000 8030 15.13 0.335 0.35 20.93 38.87 27550 62.14 1.175 0.45 92.28 112.78 3 3.3 1185.5 483000 8030 19.71 0.335 0.45 35.49 43.38 27550 81.94 1.175 0.45 121.68 148.72 2 3.3 1385.2 482504 6940 23.03 0.343 0.55 50.78 41.55 36550 95.51 0.822 0.5 158.25 158.25 1.175 0.65 327.18 176.18 1 4.75 1524.2 614208 23360 25.34 0.244 0.85 124.80 22.02 27550 105.97 注:表中M的量纲为kN·m,V量纲为kN

以图2中④轴线横向框架内力计算为例进行计算，框架柱端剪力及弯矩分别按式

VijDijDj1n和

ijMijVijyhMijVij1yhub计算，各柱反弯点高度y按式y=y0+y1+y2+y3确定。其中yn

由表可查得。具体计算结果见表12。梁端弯矩、剪力及轴力分别用下式计算，具体结果由表13体现。

MbMbrlibllribibibrrMMbi1,jMijMijubi1junMbMblr、V和NiVbVblk1lr

kibibl

13 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算

层 次 5 4 3 2 1 Mlb边 梁 Mrb l Vb 6.34 11.07 16.73 20.03 18.93 Mlb走 道 梁 Mrb柱 轴 力 V 33.10 64.76 100.42 116.64 139.35 边柱N -6.34 -17.41 -34.41 -54.44 -73.37 中柱N -26.76 -80.45 -164.14 -260.75 -381.17 l 26.43 39.68 64.31 77.04 32.80 11.59 6.9 26.76 6.9 36.09 6.9 43.14 6.9 40.77 6.9 44.45 34.74 2.7 87.04 68.38 2.7 134.96 106.04 2.7 156.76 123.17 2.7 187.28 147.15 2.7 注:1)柱轴力中的负号表示拉力。当为左地震时，左侧两根柱为拉力,对应的右侧两根柱为压力。 2)表中单位为kN·m，V单位N，l的单位为m。

水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图见图7.

5.2 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算

5.2.1 风荷载标准值

- 9 -

风荷载标准值按式kzszo，基本风压o=0.45kN·m2。由《荷载规范》查得

s0.8（迎风面）和s0.5（背风面），C类场地，H/B=18.1/54.6=0.332查表得0.42、T1=0.76S，oT120.450.7620.318 kN·S2·m2，由表查得1.28

由式：z11.280.42zHi H仍取图2中的④轴线横向框架，其负载宽度为8.25m。由式kzszo得，沿房屋高度的分布风荷载标准值：q(z)8.250.45zzs4.5375zzs

根据各楼层标高处的高度Hi由表查取z，代入上式可得各楼层标高处的q(z)。见表14；q(z)沿高度的分布见图8(a)

11.5926.4326.4379.196.34-6.3411.07-17.4138.10-26.7664.76-80.45100.42-164.14116.64-260.75139.3538.10-26.7664.76-80.45100.42-164.14116.64-260.75139.356.346.3411.0717.411734.3120.0354.4418.938.8139.6838.8742.6443.3892.2841.55121.6822.02158.15218.51134.96170.28140.00334.33279.93241155.4244.45112.7820.9364.31148.7217-34.4135.4977.04158.2520.03-54.4418.9350.7832.8176.18187.28-73.37-381.17-381.1773.37124.80327.18图7 左地震作用下框架弯矩图、梁端剪力及柱轴力图

3.8443.6443.4043.1502.87510.2019.5418.2416.87

2.4282.2772.1271.9681.79815.39（a）风荷载沿房屋高度的分布（单位：kN） （b）等效结点集中风荷载（单位：kN）

图8 框架上的风荷载

- 10 -

《荷载规范》规定对于对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋结构，应采用风振系数z来考虑分压脉动的影响，由于在本设计中房屋高度18.1＜30m，但H/B=18.1/14.4=1.27<1.5，因此该房屋不考虑风压脉动的影响。

6 竖向荷载作用下框架结构的内力计算

6.1 横向框架内力计算

6.1.1 计算单元

图

1350135023002300230023002300230039003900 69007800 3478005图10 横向框架计算单元

取④轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.8m，如图10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，如图中的水平阴影线所示，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。

6.1.2 荷载计算

6.1.2.1 恒荷计算

在图11中q1,q1'中代表横梁自重为均布荷载形式，对于第5层

q13.94kN·m-1 q1'3.15kN·m-1

'q2和q2分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由图8所示几何关系

可得

'q2=5.15×3.9=20.085kN·m-1 q2=5.15×2.7=13.905kN·m-1

P1和P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，包括梁自重、楼板重和女儿墙等

- 11 -

69002700的重力荷载，计算如下

PM11qP22qP2'2qP21M1Aq69001BqC2700'1q69001D

图11 各层梁上作用的荷载

P1=[(3.9×2.3×0.5)×2+

2.36.9×2]×5.15+6.43×7.8+3.54 26.9+4.84×1.2×7.8=201.25kN 22.36.93.92.7P2=[(3.9×2.3×0.5)×2+×2+(×1.35×2）]

226.9×5.15+6.431×7.8+3.54×=201.829kN

20.550.3集中力 M1Pe201.2525.16kN·m 112×

对于2～4层

q1=12.15kN·m-1 q1'=4.594kN·m-1

'q2=14.04kN·m-1 q2=9.72kN·m-1

P1 =(3.9×1.95+9.9/2×1.95) ×3.6+6.431×7.8+5.513×6.9/2+3.29

×[7.15×（3.3-0.8）-1.5×2.4×2]+0.45×1.5×2.4×2=198.827 kN

P2 =（3.9×2.3+9.9/2×1.95+（3.9+2.55）/2×1.35×2）×3.6

+6.431×7.8+5.513×6.9/2+2.2×（3.3-0.8）×（7.8-0.65）=201.97kN M1P1e1198.827 对于第1层

q1=4.59+2.8×4.28=16.574kN·m-1 q1'=3.68kN·m-1

'q2=3.6×3.9=14.04 kN·m-1 q2=3.6×2.4=7.92 kN·m-1

0.60.3524.85kN·m 2P1 =（3.9×2×2）×3.6+7.35×7.8+3.54×3+4.4×（6.6×3-1.5×2×2）+0.4×1.5

×2×2=183.1KN

- 12 -

P2 = (3.9×3.9+6×1.2)×3.3+7.35×7.8+3.54×3+4.28×3×(7.8-0.6)

=235.635 kN

M1P1e1183.10.17532.04kN·m 6.1.2.2 活荷载计算

活荷载作用下各框架的荷载分布如图12

PM11qP22qP2'2qP21MD1A6900B2700C6900 图12 各层梁上作用的活荷

对于5层

'q2=3.9×2=7.8kN·m-1 q2=2.4×2=4.8kN·m-1

P1 =[3.9×2+3.9×2] ×2=31.2 kN

P2 =[3.9×2×2+6×1.2] ×2=45.6 kN

M1P1e1=31.2×(0.5-0.3)/2=3.12kN·m

同理,在屋面雪荷载作用下

-1'q2=0.78 kN·m-1 q2=0.48 kN·m

P1 =3.12 kN

P2 =4.56 kN

M1P1e1=3.12×0.1==0.312kN·m

对于2～4层

'q2=7.8 kN·m-1 q2=5.4 kN·m-1

P1 =34.52 kN P2 =51.93 kN

M1P1e1=34.52×(0.6-0.35)/2=4.315 kN·m

对于1层

'q2=7.8 kN·m-1 q2=4.8 kN·m-1

P1 =31.2 kN P2 =45.6 kN M1P1e1=31.2×(0.6-0.3)/2=4.68kN·m

将以上结果汇总，见表18和表19。

- 13 -

表18 横向框架恒荷载汇总表

层 次 5 2～4 1 q1 kN·m-1 3.94 12.15 16.574 q1' kN·m-1 3.15 3.15 3.68 q2 kN·m-1 20.085 12.87 12.87 'q2 P1 kN 201.25 183.70 183.1 P2 kN 207.829 176.21 235.635 M1 kN·m 25.16 22.96 32.04 kN·m-1 13.905 9.72 9.72 表19 横向框架活载汇总表

层 次 5 2～4 1 q2 kN·m-1 7.8(0.78) 7.8 7.8 'q2 P1 kN 31.2(3.12) 31.2 P2 kN 45.6(4.56) 45.6 45.6 M1 kN·m 3.12(0.312) 3.12 4.68 kN·m-1 4.8(0.48) 4.8 4.8 31.2 注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。

6.1.3 内力计算

梁端，柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程如图14，所得弯矩如图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叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到。计算柱底轴力还需考虑柱的自重,如表20和表21

表20 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）

层次 5 4 3 2 1 荷载引起的剪力 AB跨 BC跨 弯矩引起的剪力 AB跨 BC跨 VA 总剪力 AB跨 VB BC跨 VB=VC N顶 236.01 476.89 717.77 A柱 N底 258.71 522.29 785.87 N顶 230.72 464.91 699.1 933.29 1248.27 柱轴力 B柱 N底 253.42 510.31 767.2 1024.09 1386.12 VA=VB VB=VC VA=-VB VB=-VC 59.79 13.64 74.21 12.771 74.21 12.711 74.21 12.711 89.45 10.314 -1.2 -0.4 -0.4 -0.4 -1.1 0 0 0 0 0 52.31 54.51 11.20 57.18 57.98 57.18 57.98 57.18 57.98 79.36 76.56

8.53 8.53 8.53 9.17 1026.45 1049.45 1289.21 1358.94 - 14 -

表21 活载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）

层 次 5 4 3 2 1 荷载引起的剪力 AB跨 VA=VB 15.6 15.6 15.6 15.6 15.6 BC跨 VB=VC 2.88 2.88 2.88 2.88 2.88 弯矩引起的剪力 AB跨 VA=-VB -0.42 -0.33 -0.27 -0.3 -0.38 BC跨 VB=-VC 0 0 0 0 0 VA 14.08 15.35 15.35 15.35 15.79 总剪力 AB跨 VB 17.12 15.85 15.85 15.85 15.93 BC跨 VB=VC 2.88 2.88 2.88 2.88 2.88 A柱 N顶=N底 45.28（4.67） 91.83138.38184.93231.92柱轴力 B柱 N顶=N底 62.72（6.13） 124.17185.62247.07308.46（51.02） （67.78） （128.07） （129.23） （175.32） （190.68） （221.87） （252.13） 注：表中括号内数值为屋面作用雪荷载，其它层楼面作用活荷载对应的内力。V向上为正。

38.1845.5411.7220.8415.288.6610.1313.3876.4921.8317.2174.19.436.3518.7325.5725.5774.111.2121.9777.5514.777.058.1223.235.4518.7325.577.0525.5720.3820.3877.559.6617.2111.478.1418.734.793.5674.114.725.5725.5774.2420.3820.3880.338.157.059.6016.7311.478.1418.718.9925.5715.4411.825.439.044.199.505.912.741.784.794.794.775.87.043.89

（a）恒荷载作用下 （b）活荷载（屋面雪荷载）作用下

图13 竖向荷载作用下框架弯矩图（单位：kN·m）

- 15 -

上柱下柱右梁0.2470.75325.16-80.5613.6841.727.092-14.89-1.926-5.87240.006-59.6020.1980.1980.60424.85-93.7914.18314.18341.4536.846.83-15.63-0.39-0.391.1821.41346.253-66.7870.1980.1980.60424.85-93.7913.6513.6541.647.096.83-15.630.340.341.0321.0845.67-66.750.1980.1980.60424.85-93.7913.6513.6541.647.096.34-15.630.340.341.0321.0845.67-66.750.1600.3310.50932.04-111.2512.6726.2240.327.09-16.171.453.004.6221.2161.26-82.48左梁上柱下柱右梁0.4060.1330.46143.250-5.22-29.78-9.76-33.82-5.1520.866.382.097.2478.02-12.82-33.780.3580.1180.1180.40693.790-6.49-31.25-10.30-10.30-35.4420.82-4.88-5.15-3.86-1.27-1.27-4.3879.5-16.45-16.72-46.310.3580.1180.1180.40693.790-6.49-31.25-10.30-10.30-35.4420.82-5.15-5.15-3.86-1.27-1.27-4.3879.5-16.45-16.72-46.310.3580.1180.1180.40693.790-6.49-31.25-10.30-10.30-35.4420.82-5.15-5.09-3.86-1.27-1.27-4.3879.5-16.45-16.72-46.310.3050.0960.1980.401111.250-5.24-32.33-10.18-10.18-42.5120.16-5.15-4.58-1.44-2.97-6.0294.5-16.77-13.1531.25上柱下柱右梁0.2470.7533.12-18.726.229.442.94-1.68-0.50-0.768.66-11.720.1980.1980.6043.12-18.725.875.873.872.942.94-1.20-1.76-1.76-1.167.057.05-17.210.1980.1980.6043.12-18.725.875.873.872.942.94-1.20-1.76-1.76-1.167.057.05-17.210.1980.1980.6043.12-18.725.875.873.872.942.94-1.20-1.76-1.76-1.167.057.05-17.210.1600.3310.5094.68-18.724.256.363.442.94-0.97-0.60-0.89-0.486.595.47-16.73左梁上柱下柱右梁0.4060.1330.46118.720-1.44-3.36-5.08-4.29-1.864.720.761.140.9620.84-5.8-4.770.3580.1180.1180.40618.720-1.44-2.39-3.63-3.63-3.071.94-1.82-1.860.460.700.700.5918.73-11.47-4.79-8.140.3580.1180.1180.40618.720-1.44-2.39-3.63-3.63-3.071.94-1.82-1.860.460.700.700.5918.73-11.47-4.79-8.140.3580.1180.1180.40618.720-1.44-2.39-3.63-3.63-3.071.94-1.82-1.860.460.700.700.5918.73-11.47-4.79-8.140.3050.0960.1980.40118.720-1.44-1.94-2.40-3.60-2.481.94-1.82-2.37-0.020.030.040.0318.7-4.19-3.56-3.8310.63-6.58

3.79-2.81 （a）恒荷载作用下 （b）活荷载作用下

图13 横向框架弯矩的二次分配法（M的单位：kN·m）

- 16 -

6.2 横向框架内力组合

6.2.1结构抗震等级

结构的抗震等级以类型、地震烈度、房屋高度等因素确定。本工程为四级抗震等级。

6.2.2 框架梁内力组合

本设计考虑了四种组合，即1.2SGK1.4SQK，1.2SGK1.4SQKSWK，1.35SGKSQK及1.2SGK1.3SEK。各层梁的内力组合见表22，表中SGK、SQK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）。

6.2.3框架柱内力组合

取每层柱的柱顶和柱底两个控制截面。见表23～26

考虑地震作用效应的组合中，取屋面为雪荷载时的内力组合。

- 17 -

表22 框架梁的内力组合

层 次 截面 位置 内 力 M -30.544 V M V M V MAB MBC M V M V M V MAB MBC 79.36 -36.43 76.56 -8.1 9.17 -69.02 71.56 -72.73 72.9 -17.46 12.76 9.736 15.79 -16.67 15.93 3.82 2.88 -18.15 17.62 -19.99 18.28 -4.81 3.65 SGK SQK SWKSEK 1.2SGK 1.26(SQKSWK) -128.29 142.7 -4.31 84.375 -94.06 80.909 119.28 128.57 -181.23 127.7544 -52.2354 90.8316 -83.1078 61.4658 113.96 93.68 RE[1.2 (0.5SQKSGK)1.3SEK)] 234.56 -8.802 -299.77 146.511 200.626 -144.76 245.32 285.74 153.302 14.067 -252.87 132.102 148.145 -109.85 210.75 247.28 -364.04 144.351 158.34 -6.642 -225.66 171.01 170.13 242.52 -293.873 130.599 103.9628 15.57 -183.902 136.1033 178.65 242.43 1.35SGK1.2SGKSQK -102.92 107.372 -112.56 110.86 -20.18 20.876 115.62 2.89 -111.33 114.226 -118.18 116.695 -28.381 20.876 112.3 2.09 1.4SQk V=γRE[ηvb l(MbMbr)/lnVGb] A 一 层 B左 B右 跨 间 A 63.35 21.9 54.8 21.88 63.12 52.6 124.8 18.93 158.2 18.93 187.28 139.4 31.35 87.57 -133.76 139.531 65.003 -51.643 132.72 128.57 -30.156 88.392 -172.6914 130.194 29.0826 -21.6438 145.8 82.73 -100.62 104.422 -110.25 107.91 -20.132 20.422 116.53 2.77 -108.23 110.54 -115.26 113.072 -27.686 20.422 92.4 2.05 286.78 191.45 293.48 237.72 三 层 B左 B右 跨 间 59.95 15.62 47.8 15.62 44.52 32.98 229.32 59.76 182.99 59.76 170.28 126.13

- 18 -

续表22 层 截面 内 次 位置 力 M A V M 五 层 B右 B左 V M V -65.704 78.81 -87.05 86.55 -19.46 18.48 -14.44 17.29（4.21） -18.09 18.61（3.87） -5.59 3.65（0.82） SGK SQKSWK1.2SGK 1.26(SQKSWK) -104.3094 118.0962 SEK RE[1.2 1.35SGKSQk 1.2SGK1.4SQk (0.5SQKSGK)1.3SEK)] -20.83 67.9845 -115.66 96.9945 7.1145 -1.83 99.25 68.34 -110.433 89.4345 -57.3135 75.5445 -47.1735 38.379 76.96 82.92 V=γRE[ηvb l(MbMbr)/lnVGb] 5.77 45.95 1.38 11 -89.769 114.6186 -103.1404 123.6835 -135.6075 135.4525 -31.861 28.598 109.24 3.25 -99.0608 118.778 -129.786 129.914 -31.178 27.286 99.78 3.07 78.99 76.39 3.75 29.92 -131.9784 -122.5284 1.38 3.5 11 27.84 129.0474 -25.9854 23.5116 93.32 1.45 125.5698 -34.8054 30.0384 98.78 1.45 2.59 20.62 跨 MAB 间 MBC 注：表中MAB和MBC分别为AB跨和BC跨的跨的最大正弯矩，M以下部受拉为正，V以向上为正。SQK一项中括号内的数值表示屋面作用雪荷载时对应的内力。

- 19 -

层截 内 M 15.28 8.66 236.01 （168.39） -7.05 258.71（168.39） 10.19 260.2 （220.53） -9.66 260.2 （220.53） 9.18 312.4 （272.73） -9.7 次 面 力 表23(a) 横向框架A柱弯矩和轴力组合 RE[1.（2SGk0.5SQk)1.2SGk SGKSQKSWK1.26(SQkSWk) 85.79 1.2SGK 1.3SEk]SEK 1.35SGK MmaxN SQk1.4SQk Nmin M NmaxM -86.47 柱 5 30.70 27.26 120.43 8.42 148.37 1236.92 -128.33 49.29 48.342 148.37 -86.47 49.29 顶 N 1133.16 M -25.57 126.61 1587.60 1656.30 990.03 -76.05 71.72 1737.8 1651.0 1236.9 990.03 1737.8 -45.10 -44.24 -128.3 71.72 -45.10 柱 26.15 102.59 -10.15 27.26 33.80 42.87 33.80 42.87 39.53 61.87 39.53 底 N 1160.62 柱 4 M 34.02 126.61 1620.55 1689.25 1014.74 1261.63 126.73 11.08 96.25 -88.36 158.77 1774.9 1684.0 1261.6 1014.7 1774.9 56.12 55.09 158.77 -88.36 56.12 顶 N 1430.99 柱 M -38.56 186.37 1991.02 2099.06 1223.27 1586.69 126.73 -15.86 -101.03 84.51 -162.61 2192.0 2081.4 1586.6 1223.2 2192.0 -61.72 -59.80 -162.6 84.51 -61.72 底 N 1463.66 M 26.98 186.37 2030.23 2138.26 1252.67 1616.09 140.49 -5.87 93.75 -108.56 165.39 2236.1 2120.6 1616.0 1252.6 2236.1 45.60 45.23 165.39 -108.5 45.60 柱 3 柱 顶 N 1734.29 M -33.14 255.60 2396.82 2552.73 1452.23 1950.65 140.49 -2.18 -101.80 102.79 -171.17 2653.6 2518.5 1950.6 1452.2 2653.6 -54.44 -53.35 -171.17 102.79 -54.44 底 N 1766.96 312.4 61.87 （272.73） 255.60 2436.02 2591.93 1481.63 1980.05 - 20 -

2697.8 2557.7 1980.0 1481.6 2697.8 柱 2 M 27.22 8.78 364.57（324.87） -9.04 364.57（324.87） 7.27 416.66（376.96） -3.64 416.66（376.96） 46.27 84.22 44.45 84.22 153.81 -14.57 102.03 -121.52 178.41 45.52 44.956 178.41 -121.5 45.52 顶 N 2037.41 柱 M -25.43 332.28 2798.13 3010.37 1673.75 2321.70 147.78 14.10 -97.91 117.13 -171.04 3115.1 2955.2 2321.7 1673.7 3115.0 -43.37 -43.17 -171.0 117.13 -43.37 3159.2 2994.4 2351.1 1703.1 1424.5 33.66 33.638 176.08 -134.3 -42.32 底 N 2070.08 柱 M 19.55 332.28 2837.34 3049.57 1703.16 2351.10 159.19 -44.71 61.37 111.33 146.66 111.37 109.95 -134.34 176.08 1 顶 N 2335.17 柱 M -9.78 410.82 3186.92 3467.47 1888.60 2689.70 380.45 168.47 3569.1 3385.5 2689.7 1888.6 1716.1 -16.84 -16.83 -381.3 360.50 21.17 3688.2 3491.3 2769.0 1967.9 1779.1 -201.11 360.50 -381.38 底 N 2423.35 410.82 3292.74 3573.29 1967.96 2769.06 续表23(a)

层 次 截 面 γRE(ΣMC=ηCΣMb) γREN --- --- --- --- 945.93

970.63 1236.9 1261.63 1586.69 1616.09 柱 顶 --- 5 柱 底 --- 表23(b) 横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整 3 4 柱 顶 --- 柱 底 --- 柱 顶 147.62 柱 底 100.84 柱 顶 157.97 2 柱 底 122.86 柱 顶 172.83 1 柱 底 138.64 - 21 -

表24 横向框架A柱剪力组合(KN) 层 次 1.2SGK 1.26(SQKSWK) -49.03 -59.78 -59.25 -60.58 -58.53 54.34 59.36 73.70 81.96 95.52 RE[1.2 (0.5SQKSGK)1.3SEK)] -95.01 -110.36 -116.69 -120.01 -113.70 SGK SQKSWKSEK 1.35SGK SQk 1.2SGK1.4SQk V=γRE[ηvb l(MbMbr)/lnVGb] 191.31 205.28 213.48 222.18 190.57 5 -17.37 4 -21.99 3 -18.21 2 -15.95 1

-7.52 -5.14 -6.02 -5.72 -5.4 -2.79 ±17.23 ±67.58 ±20.48 ±76.80 ±23.96 ±86.15 ±27.49 ±91.39 ±36.50 ±94.67 -5.61 -8.17 1.13 8.69 33.45 -28.59 -35.71 -30.30 -26.93 -12.94 -28.04 -34.82 -29.86 -26.70 -12.93 注:表中V以绕柱端顺时针为正. 为相应于本层柱净高上下两端的剪力设计值.在表26～27中所有斜线后的数值表示屋面学荷载作用时对应的内力。

- 22 -

表25(a) 横向框架B柱弯矩和轴力组合 层截 内 次 面 力 1.2SGkSGK SQK 1.26(SQkSWk) RE[1.（2SGk0.5SQk) 1.3SEk] 1.35SGK 1.2SGK 1.4SQkSWKSEK MmaxN Nmin M NmaxM SQk 柱 5 M -22.54 -6.02 （237.95） 5.45 40.93 27.49 40.93 27.49 51.4 44.85 51.4 44.85 60.12 65.69 60.12 65.69 160.56 -86.21 128 16.94 -179.54 133.55 -36.45 -35.47 -179.5 -179.5 -36.45 2049.2 1972.8 1177.2 1177.2 2049.2 33.69 32.73 177.83 177.83 33.69 顶 N 1298.78 295.941896.78 1966.06 1177.28 1426.88 -19.60 177.83 -135.27 柱 M 20.92 160.56 83.54 128 底 N 柱 4 柱 1326.23 295.94（237.95） -7.04 （311.81） 6.67 （311.81） -6.46 1929.72 1999.00 1201.98 1451.58 -216.05 159.73 2086.3 2005.7 1201.9 1201.9 2086.3 -44.53 -43.18 -216.0 -216.0 -44.53 2548.5 2454.3 1429.3 1429.3 2548.5 42.00 40.74 214.45 214.45 42.00 M -27.77 192.71 -106.96 22.57 顶 N 1613.86 369.8194.38 2346.07 2459.09 1429.36 1808.40 192.71 104.57 -24.96 214.45 -161.34 M 26.17 底 N 1646.53 369194.38 2385.28 2498.29 1458.77 1837.80 213.64 -114.30 37.20 -234.01 182.59 2592.6 2493.5 1458.7 1458.7 2592.6 -40.67 -39.45 -234.1 -234.0 -40.67 3054.0 2941.4 1676.4 1676.4 3054.0 43.18 41.82 235.63 235.63 43.18 3 柱 M -25.34 顶 N 1933.66 443.6（385.61） 6.72 270.23 2796.56 2962.10 1676.44 2203.39 213.64 116.63 -34.87 235.63 -180.97 270.23 2835.76 3001.30 1705.84 2232.79 - 23 -

柱 M 27.01 底 N 1966.33 443.63098.1 2980.6 1705.8 1705.8 3098.1 （385.61） 柱 2 M -21.94 2253.9 -6.01 517.43（459.44） 70.1 90.56 63.94 90.56 92.9 239.7 -122.23 54.43 -256.16 211.26 -35.63 -34.74 -256.1 -256.1 -35.63 3560.2 3429.0 1914.8 1914.8 3560.2 29.48 29.11 225.67 225.67 29.48 顶 N 355.4 3242.54 3470.75 1914.84 2607.87 212.56 108.88 -52.25 225.67 -188.82 5.67 柱 M 17.64 2286.57 517.43底 N （459.44） -4.67 M -11.5 柱 2607.22 591.34顶 N 1 （533.35） 2.34 柱 M 4.96 2695.54 591.34 底 N （533.35） 355.4 3281.74 3509.95 1944.24 2637.27 240.96 -136.74 97.37 -247.39 222.48 3604.3 3468.2 1944.2 1944.2 3604.3 -20.20 -20.34 -247.3 -247.3 -20.20 4111.0 3956.5 2184.7 2184.7 4111.0 9.04 9.23 423.22 423.22 9.04 119.48 438.8 3723.21 4024.30 2184.77 3040.43 165.16 428.41 217.00 -199.20 423.22 -412.18 119.48 438.8 3829.19 4130.28 2264.26 3119.92 4230.3 4062.5 2264.2 2264.2 4230.3 续表25(a)

表25(b) 横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整 层 次 截 面 γRE(ΣMC=ηCΣMb) γREN 柱 顶 --- --- 5 柱 底 --- --- 柱 顶 --- --- 4 柱 底 --- --- 柱 顶 203.86 910.51

- 24 -

3 柱 底 161.59 935.21 柱 顶 241.05 1177.28 2 柱 底 186.81 1201.98 柱 顶 259.92 1429.36 1 柱 底 232.30 1458.77

表26 横向框架B柱剪力组合(KN) 层 次 1.2SGK 1.26(SQKSWK) -11.06 -14.41 -21.86 -33.09 -49.72 SGK SQKSWKSEK (0.5SQK1.35SGK SGK)1.3SEK)] SQk -92.32 -110.27 -124.86 -137.41 -124.55 21.26 26.21 25.40 19.73 7.49 RE[1.2 1.2SGK1.4SQk20.68 25.42 24.62 19.34 7.57 V=γRE[ηvb l(MbMbr)/lnVGb] 246.07 263.68 284.67 292.89 235.79 5 4 3 2 1 13.17 16.34 15.86 11.99 4.22 3.48 4.15 3.99 3.54 1.79 ±24.8 ±97.31 51.44 64.09 69.97 70.79 64.36 tc122.74 147.84 161.29 165.48 134.99 ±31.15 ±116.79 ±36.44 ±129.48 ±41.22 ±137.05 ±45.27 ±117.44 bC注:表中V以绕柱端顺时针为正. V=γRE[ηvc

(MM)/Hn为相应于本层柱净高上下两端的剪力设计值.在表28～29中斜线后的数值表示风荷载作用时的内力。

- 25 -

7 截面设计

7.1 框架梁

7.1.1 梁的正截面受弯承载力计算

从表22中分别选出第一层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成支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。 支座弯矩：MA200.5270.68(0.60.5/2)175.78kNm

REMA0.75175.78131.84kNm

MB228.81111.210.6/2195.48kNm

REMB0.75195.48146.61kNm

跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩，可求得相应的剪力，

V1.3124.8（79.360.515.79）37.04KN

则支座边缘处

Mmax=127.0140.560.425109.77 kN·m REMB0.75109.7782.33kNm

当梁下部受拉时，按T形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。

翼缘计算宽度当按跨度考虑时，b'f=L/3=6/3=2m=2000mm；按梁间距考虑时，

b'fbSn=400+3575=3975mm；按翼缘厚度考虑时，h0=h-as=700-35=665mm，h'f/h0 =100/665=0.15﹥0.1，此种情况不起控制作用，故取b'f=2000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢筋（fyfy'=360Nmm2）b=0.518，下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为

1fcbh(h0'f/fh/f2)1.0×16.7×2000×100×(665-100/2)=2054.1kNm>82.33kNm

属第一类T形截面 ：

82.33106M0.014 s=221fcbh01.016.72000665112s1120.0140.014bAS=

1fcb'fh0fy0.0141.016.72000665993.33mm2

360 I

实配钢筋4Φ22（AS=1256 mm） 2

12560.54%0.25% 满足要求

350665将下部跨间截面的4Φ20钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（As'=1520mm2），再计算相应的受拉钢筋AS，即支座A上部。

131.841063601017(66535)s0.059 21.016.7350665as/70ξ=-0.059<2==0.11

h0665说明As'富裕，且达不到屈服，可近似取

131.84106M2

AS===581.30 mm

fy(h0as')360(66535)实取5Φ20（AS=1570mm2 ）

M146.611062

支座Bl上部 AS=mm 644.18'fy(h0as)360(66535)实取4Φ22（AS=1520mm2 ）

1520As'0.65%0.3% ，0.90.3，满足要求。

As3506657.1.2 梁斜截面受剪承载力计算

AB跨：REV=107.02kN<0.2βcfcbh0=0.2×1.0×16.7×365×665=810.70kN 故截面尺寸满足要求。

梁端加密区箍筋取4肢Ф8@100,箍筋用HPB235级钢筋（fyv=210Nmm2）， 则 0.42ftbh01.25fyvAsvh0S

1.25210201665=504.35kN﹥107.2kN

100=0.42×1.57×350×665+

加密区长度取1.05m，非加密区箍筋取4肢Ф8@150，箍筋设置满足要求。

BC跨：若梁端箍筋加密区取4肢Ф8@100，则其承载力为

0.42ftbh01.25fyvAsvh0S

1.25210201365=385.09kN﹥REV=107.02kN

100=0.42×1.57×350×365+

II

由于非加密区长度较小，故全跨均可按加密区配置。

其它层梁的配筋计算方法同第一层，具体计算结果见表27和表28。

表27 框架梁纵向钢筋计算表 M 层次 截面 /kNm -90.93 -70.72 71.44 -49.01 ξ As /mm/mm2 2 1017 425 1017 309 763 As'实配钢筋面积 AS /mm2 4Φ18（1017） 4Φ18（1017） As/ρ As /% 0.57 0.57 0.38 0.57 0.57 0.57 0.57 0.38 0.57 0.55 0.57 0.57 0.38 0.57 0.55 支座 5 A Bl ﹤0 ﹤0 0.012 <0 0.56 0.56 0.56 0.67 0.67 0.67 0.90 0.90 0.67 AB跨间 支座Br BC跨间 支座 A Bl 310 4Φ18 （1017） 281 224 4Φ18（1017） 4Φ18（1017） 4Φ22（1520） 4Φ22（1520） 4Φ18（1017） 4Φ22（1520） 4Φ18（1017） 5Φ22（1900） 5Φ22（1900） 5Φ22（1900） 5Φ22（1900） 5Φ22（1900） -41.55 0.006 -274.19 0.024 1017 208 -229.03 0.001 1017 1030 211.21 0.012 -190.93 <0 959 3 AB跨间 支座Bl BC跨间 A Bl 1017 1097 1108 185.93 0.039 -131.84 0.023 支座 1 1256 1255 -146.61 0.018 1256 1079 82.33 -216.53 0.012 <0 993 AB跨间 支座Bl BC跨间 1256 955 1261 212.41 0.046 表28 框架梁箍筋数量计算表 层截rREV /kN 0.2βcfcbh0 /kN ASV/S=（REV-0.42ftbh0）/（1.25fyr h0） -0.478﹤0 -0.242﹤0 0.21 1.09 0.339 III

梁端加密区 实配钢筋（ASV/S） 双肢Φ8@100（2.01） 双肢Φ8@100（2.01） 四肢Φ8@100（2.01） 四双肢Φ8@100（2.01） 四肢Φ8@100（2.01） 非加密区 实配钢筋 （ρSV/%） 双肢Φ8@150（0.335） 双肢Φ8@100（0.503） 四肢Φ8@150（0.335） 四肢Φ8@100（0.503） 四肢Φ8@150（0.335） 次 面 5 A 777.38>RE76.39 Bl V Br 78.99 325.5>REV A 717.38>RE191.45 Bl V Br 286.78 325.5>REV 3 A 864.44>RE1 Bl 237.72 V

621.24>REBr 293.48 V 注：表中V为换算至支座边缘处的梁端剪力。 1.29 四肢Φ8@100（2.01） 四肢Φ8@100（0.503） 7.2 框架柱

7.2.1 剪跨比和轴压比验算

表29 柱的剪跨比和轴压比验算

柱层 5 3 b /mm 550 600 750 550 600 750 b0 /mm 510 560 710 510 560 710 Fc /N.mm-2 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 Mc/ kN.m 137.55 211.69 508.51 120.01 288.07 564.29 Vc /kN 68.18 129.83 133.76 66.67 173.93 158.81 N /kN 432.44 2154.79 3692.08 510.64 2450.4 4159.89 Mc/ Vch0 3.95>2 2.91>2 5.53>2 4.54>2 2.17>2 4.02>2 N/fcbh 0.099<0.8 0.419<0.8 0.393<0.8 0.118<0.8 0.048<0.8 0.443<0.8 号 次 A 柱 1 B 5 3 柱 1 注释：由表29可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。 7.2.2 柱正截面承载力计算

以第一层B轴柱为例说明。根据A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

259.32111.210.6/2225.46kNm 231.45148.60.6/2188.87kNm

B节点上、下梁端弯矩

300.89194.680.1281.422kNm

329.85158.81(0.50.1)266.33kNm

MB柱281.422266.33547.75kNm MB梁225.96188.87414.83kNm MB柱/MB梁1.32

1.2MB梁597.80kNm，MB597.80547.7550.05kNm，在节点处将其按弹性弯

矩分配给上、下柱端，即 MB上柱597.80281.422307.13kNm

281.422266.33 IV

MB下柱597.80266.33290.67kNm

281.422266.33REMB上柱0.8307.13245.68kNm

M245.68106e0126.4mm 3N1944.2410ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中较大值，即600/30=20mm,故取ea=20mm,柱的计算长度按下式确定，其中

4.73627.0884.7361.33 l1.353.12643.8284.9l0[10.15(ul)]H[10.15(1.331.35)]3.34.63m ueie0ea126.420146.4mm因为

l0h34.6106007.675 ,故应考虑偏心矩增大系数。

0.5fcA0.519.16002l011.321.0(取1.0），15,取21.013Nh1944.2410

l111(0)21217.7221.161400ei/h0h1400146.4eeih600as1.18146.440432.75mm 22xN1944.24103 对称配筋0.405b0.518,为大偏心受压情况。h0fcbh014.3600560AsAS'Ne(10.5)fcbh02fy(h0as)32''

1944.2410432.750.405(10.50.405)1.014.36005600360(56040)再按Nmax及相应的M一组计算。N=3604.3kN，节点上下柱端弯矩

29.4819.730.127.51 kN·m 20.27.490.417.2 kN·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，且取

l01.25H1.253.3=4.125m

M27.51106e07.6mm 3N3604.310ei7.62027.6mm

V

l04.1251036.885 h600同理可求得10.711.0取11.0,1.85

ei1.8527.651.06mm0.3h00.3560168mm

故为小偏心受压。

eeih'as51.630040311.6 2Nbh0bfc2'Ne0.43fcbh0b

fcbh0(0.8b)(h0as)按上式计算时，应满足N>ξbfcbh0及Ne﹥0.43 fcbh02，因为 N=3604.3kN＞bfcbh00.51814.36005602488.89kN 但Ne3604.3103311.61123.1 kN·m

＜0.43fcbh00.4314.360056021156.99 kN·m

故按构造配筋，且应满足min0.8%。单侧配筋率smin0.2%，故

AsAs'minbh0.2%600600720mm2

2选4Ф22（As=As'=1520mm2）

总配筋率s=3×1520/（600×560）=1.12％

7.2.3 A柱斜截面受剪承载力计算

以第一层柱为例进行计算。由前可知，上柱柱端弯矩设计值

Mct=290.67kN·m

对四级抗震等级,柱底弯矩设计值

Mcb=1.25×564.29=705.36 kN·m

则框架柱的剪力设计值为

MMc290.67705.36V1.2c1.2251.63kN

Hn4.75tb0.85251.631030.0400.2(满足要求)

cfcbh01.016.7600540REV VI

Mc564.29103c6.353,取3.0

Vh0158.81710其中Mc取较大的柱下端值，而且MC，Vc不应考虑RE，故Mc为将表23查得的值除以0.8，Vc为将表24查得的值除以0.85。与Vc相应的轴力

60021803.6kN,取N=2913.02kN N2913.02kN0.3fcbh0.316.7310AsvsREV1.05ftbh00.056N1fyvh01.051.576005600.0562913.02103310210560

0.85251.63103故该层柱按构造配置箍筋。

柱端加密区箍筋选用4肢Φ12@100，由表23可得一层柱底的轴压比n=0.448，查表2.17，查得λv=0.104，则最小体积配箍率 ρsvmin=λvfc/ fyv=0.104×16.7/210=0.827%

AsvvAcor0.8277007000.724 sLi1008700取Φ12,ASV=78.5mm2,则s≤114.9mm,根据构造要求，取加密区箍筋为 4Φ12@100。加密区长度取1650mm，非加密区还应满足s<10d=220mm ，故箍筋选用4肢Φ10@200。各层柱箍筋计算结果见表30。

表30 框架柱箍筋数量计算表

柱号 层次 REV /kN 71.53 0.2fcbh0 /kN 878.6﹥V N / kN 0.3fcA /kN vfcAsvfyvs/mm 1% 实配箍筋（v%） 加密区 4Φ10@100（1.14） 4Φ10@100（1.14） 4Φ12@100（1.21） 4Φ10@100（1.14） 4Φ10@100（1.14） 非加密区 4Φ10@150（0.57） 4Φ10@150（0.57） 4Φ12@150（0.32） 4Φ10@150（0.57） 4Φ10@150（0.57） 5 A柱 3 1 5 B柱 3 374.64 1317.9 ﹤0 0.728 191.31 1514.63﹥V 2829.18 2272.0 ﹤0 0.856 190.58 2034.15﹥V 4993.85 3223.1 ﹤0 0.946 79.98 878.6﹥V 410.73 1317.9 ﹤0 0.728 246.07 1514.63﹥V 2497.55 2272.0 0.83 0.819 VII

1 235.79 2034.15﹥V 7168.84 3223.1 ﹤0 0.925 4Φ12@100（1.21） 4Φ12@200（0.32） 7.3 框架梁柱节点核芯区截面抗震验算 以一层中节点为例。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，即

hb=（500+400）/2=450mm hb0=（365+465）/2=415mm

本框架为四级抗震等级，应按式（2.46）（《土木工程专业毕业设计指导》）计算节点的剪力设计值，其中Hc为柱的计算高度，取节点上下反弯点间的距离，即

Hc=0.49×3.3+0.34×4.65=3.20m

Mb259.32231.45490.77kN·m（左震）

1.2490.7710341535(1)1335.49kN 剪力设计值 Vj415353198450因bjhc=700 mm，hj=700mm，j1.5，则

1RE(0.3jfcbjhj)1(0.31.516.7700700)4332.18kNVj1239.66kN满足 0.85节点核芯的受剪承载力按式（2.51）（《土木工程专业毕业设计指导》）计算，其中N取二层柱底轴力N=2592.32kN和0.5fcA0.516.76006003006kN二者中的较小值，故取N=2592.32kN，设节点区配箍为4Ф10@100，则

1RE(1.1jftbjhj0.05jNbjbcfyvAsvjhb0as')S146535(1.11.01.577007000.051.02592.32103210478.5)0.85100

=1389.62kNVj1335.49kN，故承载力满足要求。

8 基础设计

8.1.熟悉场地工程地质条件

8.1.1工程概况

地质由杂填土,粉质粘土,粘土组成.

8.1.2设计要求

8.1.3设计A，B柱下独立基础;

8.1.4计算A，B柱下独立基础,并按容许变形值调整基底尺寸;

VIII

8.1.5绘制施工图及编写施工说明.

8.2．选择持力层，确定基础埋深

综合考虑所提供材料的数据，人工填土不可以作为持力层，考虑无深基础施工机具，因此淤泥质粉质粘土也不能作为持力层。所以选粉土作为持力层。由于建筑底面以下允许有一定厚度冻土层，因此最小埋深为：dmin = zd -hmax ,hmax基础底面下允许残留冻土层的最大厚度。

所以基础埋深可取dmin=2.2m

8.3．确定基础类型及材料

本基础采用柱下独立基础，选择材料为C20混凝土，钢筋采用HPB235

8.4．按容许承载力确定基础尺寸

8.4.1 确定A柱基础截面尺寸

持力层为粘土，粘粒含量按c10%，取b0.3，d=1.5。

8.4.2 求持力层承载力特征值fa（先不考虑对基础宽度进行修正）

dmin=2.2m,m117.81.618.90.619.91kN/m 2.0fa=fak+dm(d0.5)1801.519.91(2.20.5)213.85kPa

8.4.3 确定基底面积 A柱初步选择基底尺寸

A0Fk2500=15.94mm2

faGd213.85202.2考虑偏心影响 按20%增大 A=1.2A0=19.13m2，初步选择相应的基础底面积

A=l×b=5.04.0=20m2。因为 4.0m > 3m

所以需要对fa进行修正：

fa=fak+b(b3)+dm(d0.5)213.850.318.9(43)219.52kPa

l1.25在1.22.0 范围之内符合要求。 b8.4.3.1验算持力层地基承载力：

基础和回填土Gk=GdA=202.220=880.0 kN,

IX

偏心距ekMk3906e0.11m（k0.131） 即Pkmin>0 满足

FkGk2500880.0l基础底面处的平均压力值：Pk基础底面边缘的最大压力值：

FkGk2500880.0169.0Kpafa A20PkmaxFkGk6e2500880.0(1)(10.13)190.97kpa1.2fa Al20满足要求，最后确定该柱底边长l5.0m，宽b=4.0m 8.4.3.2 B柱初步选择基底尺寸

A0Fk2850=18.17m2

faGd213.85202.2考虑偏心影响 按20%增大，A=1.2A0=21.8m2初步选择相应的基础底面积A= l×b=5.5×4.0=22.0m2 。因为 4m > 3m

fa219.52kPa。

,所以需要对fa进行修正，修正后与A柱相同，即

l1.4在1.22.0 范围之内符合要求。 b 8.4.3.3 验算持力层地基承载力：

基础和回填土Gk=GdA=202.222.0=968.0 kN

Mk6e295偏心距ek==0.077m（k0.081） 即Pkmin>0 满足

FkGk2850968l基础底面处的平均压力值：Pk基础底面边缘的最大压力值：

PkmaxFkGk6e2850968.0(1)(10.08)187.43kPa1.2fa Al22FkGk2850968.0=173.55kpa8.4.4. 计算两柱的基底平均压力

A柱基底平均压力为：B柱基底平均压力为：

FkGk2500880.00.9152.1 kPa ×0.9=

A20.0FkGk2850968.00.9156.2 kPa ×0.9=

A22.0因此，A柱hmax基底下允许残留冻土厚度为：1.05m

X

B柱hmax基底下允许残留冻土厚度为：1.06m 所以设基础埋深2.2m符合要求。

8.5．下卧层强度验算 8.5.1 A 柱下卧层强度验算

软弱下卧层处自重应力pcz=1.617.8+18.9(6.8-1.6)=126.76 kPa 软弱下卧层顶面以上土的加权平均重度m2126.7618.64kN3

m6.8由于淤泥质亚粘土fak78kPa50kPa，e1.10,IL1.0,查表得b=0 ， d=1.0 故faz781.018.64(6.80.5)=195.4 kPa 由于

Es1Es275003.0 2500以及

z6.82.21.150.5 查表得地基压力扩散角23 b4.0软弱下卧层顶面处的附加应力（A柱）

pzlb(pkmd)5.04.0(169.019.912.0)36.75kPa (l2ztan)(b2ztan)(5.024.6tan23)(4.024.6tan23)验算pzpcz126.7636.75163.51kPa （8.5.2 B柱下卧层强度验算

软弱下卧层处顶面处的附加应力（B柱）

pzlb(pkmd)5.54.0(173.5519.912.0)39.62kPa (l2ztan)(b2ztan)(5.524.6tan23)(424.6tan23)验算Pzpcz126.7639.62166.38kPa （8.6分别计算A，B柱基础沉降

8.6.1 A柱沉降计算

求基底压力和基底附加压力

A柱基础底面处的土的自重应力：cz=17.8×1.6+18.9×0.6=39.82 kPa A柱基底压力：pFG1.352500202.220212.75kPa A20基底附加压力：p0pcz212.7539.82172.93kPa 确定基础沉降计算 zn

由于2mz4m，所以取z0.6m

XI

因为不存在相临荷载的影响：zn=b(2.5-0.4lnb)=4.0(2.5-0.4ln4)=7.8m 沉降计算见下表：

表31 用规范法计算基础最终沉降量

点号 Zi (m) l b4(b=) 2z b i 1.0000 0.6848 0.5396 0.5188 zii (mm) 0 3146.4 3669.3 3735.4 zii-zi1i1 (mm) p0Esi0.1 Esisisi sisi(mm) (mm) 0.025 0 0 0 l2 2.3 1 4.6 b2 6.8 3.4 23 7.2 =1.25 3.6 确定沉降经验系数s， 3146.4 0.0227 71.42 522.9 0.068 35.56 66.1 0.017 1.12 EsA=

AEii=

siP0(ziizi1i1)P0[(ziizi1i1)]Esi3806.45.93MPa

3146.4522.966.1717.52.510s值的确定p0172.93kPa0.75167125.3kPa得s=0.807 基础最终沉降量sssi0.807109.3188.21mm

8.6.2 B柱沉降计算

求基底压力和基底附加压力

B柱基础底面处的土的自重应力：cz=md=1.6×17.8+0.6×18.9=39.82 kPa B柱基底压力：pFG1.352850202.05.54214.89kPa A5.54基底附加压力：p0pcz214.8939.82175.07kPa 确定基础沉降计算 zn

由于2mz4m，所以取z0.6m

因为不存在相临荷载的影响：zn=b(2.5-0.4lnb)=4(2.5-0.4ln4)=7.8m 沉降计算见下表：

XII

表32 用规范法计算基础最终沉降量

点号 0 Zi (m) l b(b=3) 2z b i 1.0000 zii (mm) zii-zi1i1(mm) p0Esisi 0.1 Esi si(mm) 111.65 (mm) sisi0.025 0.015 0 3227.31 4.6 2.3 0.7016 6 l2 3.4 0.5576 3676.42 6.8 b8 23864.93 7.2 =1.4 3.6 0.5368 6 4 7.8 A=

AEi0 0 3227.36 0.0233 75.20 449.12 188.48 97.44 0.0700 31.44 0.0175 0.0175 3.30 1.71 3.9 0.5080 3962.4 P0(ziizi1i1)确定沉降经验系数s Es3962.46.21MPa

3227.36449.12188.4897.44iP0[(ziizi1i1)]Esisi7.52.510s值的确定P0=175.07KPa<0.75fak125.3kPa 可得s=0.78

=基础最终沉降量sssi0.78111.6586.98mm

8.7按允许沉降差调整基底尺寸

由以上的验算可知：A柱的最终沉降量为88.21mm B柱的最终沉降量为86.98mm 两柱的沉降差为

ssAsB88.2186.981.230.002l13mm

0.002 l为两柱之间容许的最大沉降差，因此不必对基底尺寸进行调整。

8.8基础高度验算

8.8.1 A柱抗冲切验算

A柱采用C20混凝土ft= 1.1Mpa 级刚筋fy=210Mpa 已知ac600mm bc400mm l=5.0mm b=4.0mm A柱：计算基底净反力：偏心距en0=基础边缘处的最大和最小净反力

M3900.16m N2500 XIII

Pn,maxn,min6e0F25001.3560.16201.15kPa(1)(1)

136.35kPalbl5.04.05.08.8.2 柱边基础截面抗冲切验算

b122b(lac)(bbc)2h0bcc1.023m 取h0=1.050m

ft2210.6()pn即hh040d 选h=1100mm b=4000mm>bc+2h0=2500mm 2从上至下分三个台阶300mm，400mm ，400mm h0=1.05m(有垫层)

at2h0bc2h00.421.0502.5m4.0mb

取ab=2.5m amatab40025001450mm 当h800mm时hp取1.0，当22h2000mm时hp取0.9其间内插法取用，h1100mm时hp取0.93.因为偏心受压所以Pn取Pn,max。 冲切力：

labbFlPn,maxAl176.89[(ch0)b(ch0)2]812.14 kN

2222抗冲切力：

0.7hpftamh00.70.931.11031.451.051090.3kN812.14kN 满足。

8.8.3 第一阶基础截面抗冲切验算：

h1800mm,所以hp1.0,h01750mm,11800mm,b1at1600mm

at2h01bc2h011.620.753.1m4.0mb取ab3.1m

amatab160031002350mm 22 因为偏心受压 所以Pn取 Pn,max。 冲切力：

labb FlPn,maxAl201.15[(1h0)b(1h01)2]643.18 kN

2222抗冲切力 ：

0.7hpftamh010.71.01.11032.350.751357KN643.18kN 可以。

XIV

8.8.4 第二阶基础截面抗冲切验算：

h2400mm 所以 hp=1.0,h02350mm,a23400mm,b22800mmat at2h02bc2h02280023503500mm3.5m4.0mb取ab3.5m

amatab280035003150mm 因为ab3.5m偏心受压所以Pn取Pn,max。 22冲切力：

labbFlPn,maxAl201.15[(ch02)b(ch02)2]236.35 kN

2222抗冲切力：

0.7hpftamh020.71.01.11033.150.35848.9kN236.35kN 可以。

图15 A柱基础平面图

8.8.5 B柱抗冲切验算

B柱采用C20混凝土ft= 1.1Mpa 级刚筋fy=210Mpa 已知ac600mm bc400mm l=5.5mm b=4.0mm 计算基底净反力：偏心距en0=

M2950.10m N2850基础边缘处的最大和最小净反力

Pn,maxn,min6e0F28501.3560.10194.12kPa(1)(1)

155.65kPalbl5.54.05.58.8.6 柱边基础截面抗冲切验算

XV

b122b(lac)(bbc)2h0bcc1.10m取h0=1.10m

ft2210.6()pn即hh040d h=1150mm 2至上而下分350mm 400mm 400mm三个台阶 h0=1.10m(有垫层)

at2h0bc2h00.421.12.6m4.0mb 取 ab2.6m

amatab4002600当h2000mm时hp取1500mm 当h800mm时hp取1.0，

220.9其间内插法取用，h1100mm时hp取0.93。 因为偏心受压 所以Pn取Pn,max。 冲切力：

labbFlPn,maxAl194.12[(ch0)b(ch0)2]953.13 kN

2222抗冲切力：

0.7hpftamh00.70.931.11031.501.11206.98kN953.13kN 可以。

8.8.7 第一阶基础截面抗冲切验算：

h1800mm hp=1.0 ， h01750mm a12100mm b11600mmat at2h01bc2h011.620.753.1m4.0mb取ab3.1m

amatab160031002350mm 因为偏心受压 所以Pn取Pn,max。 22冲切力：

labbFlPn,maxAl194.12[(1h01)b(1h01)2]458.12 kN

2222抗冲切力：

0.7hpftamh010.71.01.11032.350.751357.125kN458.12kN,可以。

8.8.8 第二阶基础截面抗冲切验算：

h2400mm ，hp=1.0 ， h02350mm ，a23700mm ，b22800mmat at2h02bc2h02280023503.5mm3.5m4.0mb取ab3.5m

XVI

amatab280035003150mm 因为偏心受压 所以Pn取Pn,max。 22冲切力：

labbFlPn,maxAl166.50[(2h02)b(2h02)2]414.93 kN

2222抗冲切力：

0.7hpftamh20.71.01.11033.150.35848.925kN414.93kN 可以。

图16 B柱基础平面图

8.9 配筋计算

选用HPB235钢筋 fy210Nmm2

8.9.1 A柱配筋 基础长边方向

Ⅰ-Ⅰ截面 柱边净反力：

Pn,1=Pacn,min+

l2l(Pn,maxPn,min) 136.355.00.625.0(201.15136.35)172.64kPa

悬臂部分净反力平均值：

Pn=12(P1n,maxPn,1)2(201.15172.64)186.89kPa

弯矩：

XVII

1Pn,maxPn,11M1()(la1)2(2bb1)186.89(5.00.6)2(24.00.4)1266.37kNm24224M11266.37106 As1=6381.3mm2

0.9fyh00.92101050 Ⅱ-Ⅱ截面（第一变阶处）

Pn,2=Pn,min+

lac(Pn,maxPn,min) 2l136.355.01.8(201.15136.35)180.41kPa

25.0悬臂部分净反力平均值：

11Pn=(Pn,maxPn,2)(201.15180.41)190.78kPa

22弯矩：

1Pn,maxPn,21M2()(la1)2(2bb1)190.78(5.01.8)2(24.01.6)781.43kNm24224

M2781.43106As,2=5512.7mm2

0.9fyh010.9210750 Ⅲ-Ⅲ 截面（第二变阶处）

Pn,3=Pn,min+

la25.03.4(Pn,maxPn,min)136.35(201.15136.35)190.78kPa 2l25.011Pn=(Pn,maxPn.3)(201.15190.78)195.97kPa

22弯矩：

1Pn,maxPn,31M3()(la2)2(2bb2)195.97(5.03.4)2(24.02.8)225.76kNm24224M2225.76106 As,2=3412.8mm2

0.9fyh010.9210350比较As1，As2和As3 应按As1配筋，实际配42φ14@110，As=6463.8mm2

8.9.2 基础短边方向:

因为基础受单向偏心荷载作用，所以在基础短边方向的基础反力可按均匀分布计算，

1取Pn=(pn,maxPn,min)168.75kP计算。

2由以上可得：柱边弯矩

XVIII

M1Pn168.75(4.00.4)2(25.00.6)=965.9 kN·m (2lac)(bbc)2=

2424M1965.9106As1=4867.35mm2

0.9fyh00.92101050第一变阶处弯矩：

M2Pn168.75(4.01.6)2(25.01.8)=477.9 kN·m (2la1)(bb1)2=

2424M2477.9106As2=3371.4mm2

0.9fyh010.9210750第二变阶处弯矩：

M3Pn168.75(4.02.4)2(25.03.4)=241.2 kN·m (2la2)(bb2)2=

2424M2241.2106As3=3646.3mm2

0.9fyh010.9210350比较As1，As2和As3 应按As1配筋，实际配32φ14@120,As=4924.8mm2

8.9.3 B柱配筋 基础长边方向

Ⅰ-Ⅰ截面 柱边净反力：

Pn,1=Pn,min+

lac(Pn,maxPn,min) 2l155.655.50.6(194.12155.65)176.98kPa

25.511Pn=(Pn,maxPn,1)(194.12176.98)185.55kPa

22弯矩：M11Pn,maxPn,1()(lac)2(2bbc) 2421185.55(5.50.6)2(24.00.4)1559.27kNm 24M11559.27106As1=7857.2mm2

0.9fyh00.92101050 Ⅱ-Ⅱ截面（第一变阶处）

Pn,2=Pn,min+

la15.52.1(Pn,maxPn,min)155.65(194.12155.65)182.23kPa 2l25.5XIX

11Pn=(Pn,maxPn,2)(194.12182.23)188.17kPa

22弯矩：M21Pn,maxPn,2()(la1)2(2bb1) 2421188.17(5.52.1)2(24.01.6)870.1kNm 24As2=

M2870.16138.3mm2

0.9fyh010.9210750 Ⅲ-Ⅲ截面（第二变阶处）

Pn3=Pn,min+

la25.53.7(Pn,maxPn,min)155.65(194.12155.65)187.82kPa 2l25.511Pn=(Pn,maxPn,3)(194.12187.82)190.97kPa

22弯矩：M3 1Pn,maxPn,3()(la2)2(2bb2) 2421190.97(5.53.7)2(24.02.8)278.43kNm 24M3278.43106As3=4209.1mm2

0.9fyh020.9210350比较As1，As2和As3 应按As1配筋，实际配51φ14 @ 100,As=7848.9mm2

8.9.4 基础短边方向：

因为基础受单向偏心荷载作用，所以在基础短边方向的基础反力可按均匀分布计算，取

1194.12155.65Pn=(pn,maxPn,min)= =168.75KN·m计算。 22由以上可得柱边弯矩：

M1Pn168.75(4.00.4)2(25.50.6)=1057.05 kN·m (2lac)(bbc)2=

2424M11057.05106As1=5326.5mm2

0.9fyh00.92101050第一变阶处弯矩：

M2Pn168.75(4.01.6)2(25.52.1)=530.57 kN·m (2la1)(bb1)2=

2424XX

M1530.57106As2=3742.97mm2

0.9fyh00.9210750第二变阶处弯矩：

M3Pn168.75(4.02.8)2(25.53.7)=148.84 kN·m (2la2)(bb2)2=

2424M1148.84106As3=2250mm2

0.9fyh00.9210350比较As1，As2和As3应按As1配筋，实际配35φ14@110,As=5386.5mm2

8.9.5绘制施工图

9 板的配筋

9.1 楼面荷载设计值

板厚 100mm（按弹性理论进行计算）,楼面话荷载2.0kN·m-2,分项系数为1.4。 恒荷载设计值： g=1.2×3.6=4.32kN·m-2 活荷载设计值： q=1.4×2.0=2.8kN·m-2 P=g+q=4.32+2.8=7.12kN·m-2 q/2+g=1.4+4.32=5.72kN·m-2 q/2=1.4kN·m-2

9.2 计算跨度

内跨：lolc，lc为轴线间距离。 边跨：lolnb，ln为净跨，b为梁宽。 双向各区格板计算跨度见表34

9.3 弯矩计算

支座最大负弯矩可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时qg 作用下的支座弯矩。 （A）边区格板

计算跨度：lx6.00.3255.675m ly3.90.353.55m nly/lx3.55/5.6750.71取0.81/n2,2

采用弯起式配筋，跨中钢筋在距支座lx/4处弯起一半，故得跨中及支座塑性铰线上的总弯矩为：

XXI

MXlylx/4mx3.356.575/4mx1.71mx MY3/4lxmx3/40.86.575mx4.05mx

''' MXMXlymx23.55mx7.1mx '''MYlxmx20.86.575mx10.8mx MYPlx2(3lylx)中，代入基本公式2MX2MYMMMM由于区格板B2四周与12'X''X'Y''Y梁整结，内力折减系数为0.8。

Plx2(3lylx) 2MX2MYMMMM12'X''X'Y''Y 21.71mx24.05mx27.1mx210.8mx0.87.126.575233.556.575/12 得mx4.75 KN·m/m mymx0.84.753.8 KN·m/m

'''mxmx24.759.5 KN·m/m mx m'ym'y'my23.87.6 KN·m/m （B）中间区格板

计算跨度：lx2.70.352.35m ly7.80.357.45m nly/lx7.45/2.353.17取0.11/n2,2

采用弯起式配筋，跨中钢筋在距支座lx/4处弯起一半，故得跨中及支座塑性铰线上的总弯矩为：

MXlylx/4mx7.450.59mx6.68mx MY3/4lxmx3/40.12.35mx0.176mx

''' MXMXlymx27.45mx14.9mx '''MYlxmx20.12.35mx0.47mx MYPlx2(3lylx)中，代入基本公式2MX2MYMMMM由于区格板B2四周与12'X''X'Y''Y梁整结，内力折减系数为0.8。

Plx2(3lylx) 2MX2MYMMMM12'X''X'Y''Y XXII

26.68mx20.176mx214.9mx20.47mx0.87.122.35237.452.35/12 得mx1.17 KN·m/m

mymx0.11.170.117 KN·m/m

'''mxmx21.172.34 KN·m/m mx m'ym'y'my20.1170.23 KN·m/m

9.4 截面设计

截面有效高度：选用φ8钢筋作为受力主筋，则lx截面hox1002080mm，ly方向跨中截面的hoy1003070mm，该板四周与梁整浇，计算配筋量时,取内力臂系数s0.95,可近似按Asm计算钢筋截面面积,截面配筋计算结果及实际配筋列于下表33。

0.95fyh0表33 楼面双向板的配筋计算

截 面 (mm) 80 70 80 70 80 70 80 70 80 80 80 80 80 80 4.99 1.84 4.75 3.8 4.99 1.84 1.17 1.12 7.6 2.34 2.34 0.23 5.87 4.68 1h0 m (kNmm) As mm2 配筋 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠200 φ8＠100 φ8＠150 φ8＠150 φ8＠200 φ8＠100 φ8＠200 实有AS mm2 跨中 支 座 lx方向 ly方向 lx方向 B2区格 ly方向 lx方向 B3区格 ly方向 B4区格 lx方向 ly方向 B2-B1 B3-B1 B4-B2 B4-B3 B2-B2 B4-B4 B1区格 191 70 245 249 191 70 73 80.2 476 147 147 14 361 254 M21fcbh0,

251 251 251 251 251 251 251 251 503 335 335 251 503 251 注:取板的计算宽度1m,按端支座是固定的五跨连续板计算,中间区格F将弯矩设计值降低20%,中间支座 s弯矩降低20%,采用HPB235级钢筋,采用公式

12sAs,

bh0fcfy,

fy210,

fc14.3222进行配筋.Mql(qg)l7.12l

10 楼梯设计

混凝土选用C30，钢筋采用HPB235，HRB335，（fc14.3，ft1.43），楼梯上的均布荷载标准值为2.0KN·m-2，层高3.3m，踏步尺寸150mm×300mm。

XXIII

10.1 楼梯板的设计

板的倾斜度tg度，即取板厚h(元。

150110.5，cos0.894，按构造取板厚为（~)的楼段板的长

253030011~)3000100~120mm，取h110mm，取1m宽的板带作为计算单253010.1.1 荷载计算

恒荷 瓷砖地面 0.55(0.30.15)-1

0.825kN·m

0.3125-1

三角形踏步 0.30.1511.875kN·m

20.3 斜板 250.11 板底抹灰 0.02171-1

3.076kN·m 0.8941-1

0.380kN·m 0.894总汇 6.156kN·m-1

活荷 2.0kN·m-1 荷载组合：由可变荷载控制的组合：

q1.26.1561.42.010.19kN·m-1 由永久荷载控制的组合：

q1.356.1561.0210.31kN·m-1

10.1.2 截面设计

板的设计跨度3.0m。

ql210.31329.28kN·m 弯矩设计值：M1010h01102090mm2

M9.28106s0.080 221fcbh01.014.3100090112s0.083b

AS1fcbh0fy1.014.31000900.0832

509mm

210XXIV

选用φ10＠150（AS523mm2），分布筋采用φ8每级踏步下一根φ8＠300

10.2 平台板

10.2.1 荷载计算

恒荷 瓷砖面层（包括水泥粗砂打底） 0.55kN·m-1 80厚混凝土板 0.08252.0kN·m-1 20mm厚板底抹灰 0.02170.34kN·m-1 总汇： 2.89kN·m-1 活荷： 2.0kN·m-1 荷载组合：由可变荷载控制的组合：

q1.22.891.426.27kN·m-1

由永久荷载控制的组合：

q1.352.891.025.90kN·m-1

10.2.2 截面设计

板的计算跨度：l0lnh/2b/21.250.040.11.39m

11跨中弯矩 Mql26.271.3921.51kN·m

88h0802060m

M1.51106s0.029 221fcbh01.014.3100060 112s0.029 AS1fcbh0fy1.014.31000600.0292

118mm

210选用φ8＠200（AS251mm2）

10.3 平台梁设计

平台梁截面b200mm， h400mm

恒荷 梁自重0.2(0.40.08)251.6kN·m-1 梁粉刷 0.02(0.40.08)1720.218kN·m-1 承受平台板荷载 2.891.65-1

2.384kN·m 2XXV

梯段板荷载 6.1563-1

9.234kN·m 2总汇： 13.44kN·m-1

1.653-1

活荷： 2()4.65kN·m

22荷载组合：由可变荷载控制的组合：

q1.213.441.44.6522.63kN·m-1 由永久荷载控制的组合：

q1.3513.441.04.6523.46kN·m-1 计算跨度 l01.05(3.30.2)3.26m

M18ql210823.463.26231.17kN·m

V12ql10223.463.2638.24kN 按倒L型梁计算： 翼缘宽度： b'fl0632606543mm b'snfb220012752857.5mm，取b'f543mm h0has40035365mm

''h'f801fcbfhf(h02)1.014.354380(3652)201.89kN·m31.17kN·m T形截面：M31.17106于第一类s'.014.354336520.030

1fcbfh201 112s0.031 ' A1fcbfh0014.35433650.031Sf1.y300293mm2

选用3φ16（AS603mm2） 受剪承载力计算：

0.25cfcbho0.251.014.3200365260.98kNV38.24kN

截面尺寸满足要求。

XXVI

属 箍筋计算：

Vcs0.7ftbh00.71.4320036573.07kN Vmax38.24kN

箍筋按构造配置双肢φ8＠200（AS251mm2）

XXVII

致 谢

大学生活即将结束，在大学的学习过程中，我从各位老师那学到了很多知识，得到了很多帮助。使我在经过对各门专业课程的学习之后，对建筑、结构、施工等方面的知识都有了较为深入的了解，并通过几个月的努力，认真地完成了毕业设计，以此检验我自身的知识结构的掌握水平，这也是工作前的最真实的实战阶段，为以后的工作打下了基础。

在设计过程中，遇到了许多难题，承蒙我校老师及其他各位老师以的帮助，在百忙中帮忙查阅资料，审图等，在此对他们由衷的表示感谢。

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参考文献

[1]吕西林主编.高层建筑结构.武汉.武汉理工大学出版社,2003 [2]建筑设计资料集（3）.中国建筑工业出版社

[3]李必瑜，刘建荣主编.房屋建筑学.武汉.武汉工业大学出版社，2000 [4]建筑结构设计手册.安徽科技出版社

[5]混凝土结构规范（GB 50010-2002）.中华人民共和国建设部 [6]中华人民共和国国家规范标准，混凝土结构设计规范（GB 50010-2002） [7]吴培良主编.混凝土结构(上)(下) .武汉.武汉理工大学出版社，2003 [8]毛鹤琴主编.土木工程施工.武汉.武汉理工大学出版社,2000 [9]包世华主编.结构力学(上)(下).武汉.武汉工业大学出版社，2000 [10]中华人民共和国国家规范标准, 建筑抗震设计规范(GB 50011-2001) [11]丰定国,王社良主编.抗震结构设计.武汉.武汉理工大学出版社, 2003 [12]赵明华主编.土力学与基础工程.武汉.武汉理工大学出版社，2003 [13]赵明华,俞晓主编.土力学与基础工程.武汉.武汉理工大学出版社,2000

[14]地基基础实用设计与施工手册.中国建筑工业出版社，中华人民共和国国家规范标准，建筑结构荷载规范（GB 50009-2001）

[15]地基基础实用设计与施工手册.中国建筑工业出版社 [16] Hu Yuxian.Earthquake engineering in China.

EARTHQUAKE ENGINEERING VIBRATION.VOL.1,June 2002

[17] American Concrete Institute , Commentary on Building Code Requirements for Reinforced Concrete , Detroit , MI , 1985.

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