结构计算书

XXXX大学土木工程专业 工程名称：办公楼

前 言

毕业设计是大学继续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,是对在电大学习期间所学专业知识的全面总结。

本组毕业设计题目为《某综合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。在毕业设计中，我通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计并积极请教指导老师。特别是毕业设计期间工作比较忙，在毕业设计方面存在的一些问题没有及时的处理。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师和同学们在毕设中的指导批正，使我在自我所学的基础上完成了任务，在此表示衷心的感谢。

在毕业设计将近二个月的时间里，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、Word。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。

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内容摘要

dition to be good, therefore has used under the column the independent extended foundation.

Key word: Frame Structural design Aseismic design

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1．工程概况

1.1建筑地点： 1.2建筑类型：

00mm，楼，楼板厚度取100mm，填充墙采用炉渣混凝土空心砌块。建筑平面、立面、剖面详见建筑施工图。 1.4门窗使用：

窗，洞口尺寸为2.8m×2.8m，和2.8m×1.8m

1.5自然条件： 基本风压 W0=0.45 KN/m 基本雪压 Q0=0.35KN/m

主导风向：东南－西北风

1.6抗震设防烈度：7度设防，分组为第一组。

1.7地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地类别为II类场地，地面粗糙度为C类，地下稳定水位距自然地坪－6m以下。工程地质情况见表1

表1工程地质情况 序号 1 2 3 4 5 1.8结构概况:结构体系采用框架结构,基础为柱下钢筋混凝土独立基础。混凝土强度等级均为C30.

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岩土分类 杂填土 粘土 粉砂 强风化闪长岩 土层深度/m 0.0～1.1 1.1～6.5 6.5～8.8 厚度/m 1.1 5.4 2.3 1.7 地基承载力特征值faKKPa 200 250 400 1000 8.8～10.5 中等风化闪长岩 ＞10.5 XXXX大学土木工程专业

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2. 结构设计说明

本次结构设计内容主要包括：结构形式、基础形式的选择、主要结构构件的形式、构件连接节点形式、荷载汇集及其不利组合、水平和竖向作用下结构构件的内力计算与分析和结构构件的配筋计算以及构件截面、节点、楼梯、楼板、基础等设计计算方法，抗震设计与措施等。

结构体系的选择上，框架结构显示出了其强度高、整体性好、刚度大、抗震性能好的特点。此外结构体系本身将承重和维护构件分开，可充分发挥材料的各自性能。框架结构也使空间的布局更加灵活，较自由，适合本次设计的办公建筑来使用。因此本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构。框架的柱网布置既要满足生产工艺和建筑平面布置的要求，又要使结构受力合理，施工方便，柱网布置具体尺寸见建筑图。

从毕业设计任务书中可知，本工程地质条件较好，本建筑物在材料选取上基本按照轻质高强的原则，因此自重较小；工程所在场地平坦，地质条件良好，结合以上两点，从经济、技术以及当地施工技术情况角度考虑，本工程选择了天然地基上的浅基础。柱下钢筋混凝土独立基础，其基础高度较小，节省材料，因此适宜在基础埋置深度较小时使用。柱下独立基础是柱基础最常用的一种基础形式，简单、经济、施工方便。它适用于柱距在4-12米，荷载不大且场地均匀，对不均匀沉降有一定适应能力的结构。综合考虑以上各种经济、技术上的因素，本设计采用了柱下钢筋混凝土独立基础。考虑到方便施工过程中支摸板，选用阶梯形现浇柱下钢筋混凝土独立基础。根据《建筑地基基础设计规范》可知，基础等级为丙级，可以不做地基变形验算。

结构的计算，由于手算工作量较大，一般采用计算一榀框架的方式。结构承受的荷载主要为结构自重、楼面活荷载、雪荷载、风荷载和地震作用。竖向荷载主要为恒荷载和活荷载，因为框架结构在竖向荷载作用下侧移不大，可近似按照无侧移框架分析，因此，框架结构在竖向作用下的内力计算可近似采用分层法进行计算；风和地震作用对框架结构的水平作用，一般可简化为作用于框架结点上的水平力，水平荷载的作用采用D值法（修正的反弯点法）计算。考虑活荷载的最不利分布采用分跨组合法进行内力组合计算；按照框架结构的合理破坏形式，在梁端出现塑性铰是允许的，因此在结构设计时，一般均对两队按玩具进行调幅。

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本结构方案的地震设防烈度为7度，根据结构形式，地质条件等因素查规范可知，框架结构为三级抗震。因而结构设计时仅考虑横向地震作用，而忽略竖向地震作用。

楼梯是房屋的重要组成部分,楼梯的平面布置,踏步尺寸,栏杆形式等建筑设计确定,板式楼梯和梁式楼梯是最常见的楼梯形式,楼梯的结构设计步骤包括;根据建筑要求和施工条件,确定楼梯的结构形式和结构布置;根据建筑类别,确定楼梯的活荷载标准值;进行楼梯各部件的内力分析和截面设计;绘制施工图,处理连接部件的配筋构造.板式楼梯由梯段板是斜放的齿形板,支承在平台梁上和楼层梁上,底层下段一般支承在地垄梁上,最常见的双跑楼梯每层有两个梯段,也有采用单跑和三跑的.板式楼梯的优点是下表面平整,施工支模较方便,外观比

较轻巧.板式楼梯的设计内容包括梯段板,平台梁. 按斜放的简支梁计算,它的正截面是与楼梯段垂直的,楼梯的活荷载是按水平投影面计算的,计算跨度取平台梁间的斜长净距.平台板一般设计成单向板,可取1 m宽板带进行计算,平台板一端与平台梁整体连接,另一端可能支承在砖墙上,也可能与过梁整浇,梁式楼梯由踏步板,斜梁和平台板组成,踏步板两端支承在斜梁上,按两端简支的单向板计算,一般取一个踏步作为计算单元,踏步板为梯形截面,板的截面高度可近似取平均高度.斜梁的内力计算与板式楼梯的斜板相同.踏步板可能位于斜梁截面高度的上部,也可能在下部.计算时截面高度可取为矩形截面.现浇楼梯的一些构造处理,当楼梯下净高不够时,可将楼层梁向内移动,这样板式楼梯的梯段板成为折线型.梯段板中的水平段,其板厚应与梯段斜板相同,不能和平台板同厚;折角处的下部受拉钢筋部允许沿板底弯折,以避免产生向外的合力,将该处的混凝土崩脱,应将此处的纵筋断开,各自延伸至上面再进行锚固.若板的弯折位置靠近层梁,板内可能出现负弯距,则板上面还应配置承担负弯距的短筋.在本设计中采用板式楼梯, 在计算的过程中,梯段板和平台梁都按简支梁进行计算.

2.1荷载

基本雪压：0.35 KN/㎡ 基本风压：0.45KN/㎡

屋面活荷载（上人屋面）：2 KN/㎡ 楼面活荷载：2 KN/㎡ 走廊、楼梯：2.5 KN/㎡ 2.2 材料选用

钢筋：?表示HPB235钢筋，fy?210N/mm

2?表示HRB335钢筋，fy?300N/mm2

梁、柱中受力纵筋采用HRB335，其余采用HPB235

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混凝土：主体工程采用C30，基础采用C30，基础垫层采用C15。

砌块：框架填充墙采用粉煤灰轻渣空心砌块，，钢筋混凝土柱与墙体连接处按构造要求预埋2?8@500的拉结筋长度为1米，从底层到顶层遇洞口断开。

2.3构件尺寸估算

2.3.1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。由此估算的截面尺寸见下表.

梁的截面尺寸和混凝土强度等级

层 次 混凝土强度等 级 1-5 C30 横 梁 (b?h) AB跨CD跨 250?500 BC跨 250?350 250?650 250?350 纵梁(b?h) 次梁(b?h) 2.3.2、柱的截N面尺寸确定:

按轴压比初步估计柱的截面尺寸，计算公式如下： 1. ) 柱组合的轴压力设计值N=?FgEn。

注：?—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，可近似取14KNm2 n—为验算截面以上的楼层层数。 2.)Ac?NuNfc

注：uN—框架柱轴压比限值，由《抗震规范》可知，本方案为三级抗震等级。uN取0.9 fc—混凝土轴心抗压强度设计值。对C30，为14.3Nmm 3.）计算过程

对与边柱：F＝18

N=?FgEn=1.2×18×14×5=1512KN

Ac?NuNfc=1512×10(0.9?14.3)=117483mm 取500mm×500mm 对于内柱：F＝32

N=?FgEn=1.2×32×5×14=2688KN

232Ac?NuNfc=2688×103(0.9?14.3)=208857.84mm2

取500mm×500mm

3、楼板取120mm，楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250×400。

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2.4 结构平面布置图见图2.1

图2.1 结构平面布置图

2.5横向框架计算简图见图2.2

图2.2 横向框架计算简图

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2.5纵向框架计算简图见图2.3 （以B轴为代表）

图2.3 纵向框架计算简图

3. 重力荷载代表值的计算.

23.1屋面及楼面的永久荷载标准值:

屋面：40厚细石混凝土保护层: 25?0.04=1.0KN/m

4厚SBS防水层: 0.40 KN/m 20厚水泥砂浆找平层: 20?0.02=0.4KN/m 100厚水泥珍珠岩找坡层: 0.1?4=0.4KN/m

2厚SBS隔汽层： 0.05 KN/m 20厚水泥砂浆找平层： 20?0.02=0.4KN/m 100厚现浇钢筋混凝土承重层： 25?0.1=2.5KN/m

10厚1:1:4混合砂浆抹灰层: 17?0.01=0.17KN/m

? 5.32 KN/m

1~4层:楼面:

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25厚地板 0.025x7＝0.18 KN/m 20厚水泥砂浆找平层: 20?0.02=0.4KN/m 100厚现浇钢筋混凝土板: 25?0.10=2.50KN/m

22 10厚1:1:4混合砂浆抹灰层: 17?0.01=0.17KN/m ?3.25 KN/m

3.2屋面及楼面可变荷载标准值:

上人屋面活荷载标准值: 2.0 KN/m 楼面活荷载标准值: 2.0 KN/m 屋面雪荷载标准值: 0.35 KN/m

3.3梁 ,墙, 柱, 窗, 门重力荷载的计算:

3.3.1梁柱可根据截面尺寸,材料容量及粉刷等计算出单位长度上的重力荷载,计算结果见下表.

22222? 层次 构件 b(m) h(m) 0.5 0.5 (KN/m) 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 3? LiG n (KN/m) (m) 6.234 1.9 13 5.513 2.4 10 Gi ?Gi (KN) (KN) 81.05 55.13 747.34 边横梁 0.25 中横梁 0.25 1 次梁 纵梁 柱 1.05 18.047 5.5 26 1.05 1.05 1.1 1.05 1.05 1.1 1.05 1.05 1.1 1.05 1.05 1.1 9 / 47

469.22 2505.67 0.25 0.35 0.25 0.65 0.5 0.5 0.5 0.5 1.05 31.139 7.3 24 1.05 18.047 5.5 26 6.234 1.9 13 5.513 2.4 10 26.813 3.9 43 1152.94 469.22 2357.85 81.05 55.13 747.34 397.03 2157.65 68.58 33.08 747.34 911.63 234.61 939.49 24.94 22.05 311.39 346.50 边横梁 0.25 中横梁 0.25 2~3 次梁 纵梁 柱 0.25 0.35 0.25 0.65 0.5 0.5 0.5 0.5 1.05 31.139 7.3 24 1.05 18.047 5.5 22 6.234 1.9 11 5.513 2.4 6 23.375 3.4 39 6.234 1.9 4 5.513 2.4 4 19.250 2.8 18 23.375 3.4 43 1005.13 边横梁 0.25 中横梁 0.25 4 次梁 纵梁 柱 0.25 0.35 0.25 0.65 0.5 0.5 0.5 0.5 1.05 31.139 7.3 24 1.05 18.047 5.5 13 边横梁 0.25 中横梁 0.25 5 次梁 纵梁 柱 0.25 0.35 0.25 0.65 0.5 0.5 1.05 31.139 7.3 10

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注(1)表中?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表示单元长度构件重力荷载 ,n为构件数.

(2)梁长度取净长,柱长取层高.

3.3.2 墙体: 外墙为240mm厚炉渣混凝土空心砌块,外墙面贴挤塑型聚苯板(0.5 KN/m),内墙面为20mm厚水泥石灰砂浆,则外墙单位墙面重力荷载为:

0.5+8.0?0.24+0.02?17=2.82 KN/m

223.3.3 内墙为240mm厚炉渣混凝土空心砌块,两侧均为20厚水泥石灰砂浆,则内墙单位墙面重力荷载为:

8.0?0.24+2?0.02?17=2.6KN/m

2223.3.4木门单位面积重力荷载为0.2 KN/m,塑钢窗单位面积重力荷载取0.35 KN/m 3.3.5重力荷载代表值:

顶层重力荷载代表值包括：屋面横载，50%屋面均布活载，纵横梁自重，半层柱自重，半层墙自重。

其他重力荷载代表值包括：楼面横载，50%屋面均布活载，纵横梁自重，楼面上下层柱及纵横墙自重。

按上面方法叠加，则多层重力荷载代表值如下：

表3: 各质点的重力荷载代表值 质点 Gi 1 4734 2 5868 3 6545 4 5945 5 2030

图3.1 各层重力荷载代表值

4.框架侧移刚度计算

4.1横梁线刚度i b的计算 I0=1/12×bh(m)：

表4.1

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类别 AB跨、CD跨 BC跨 30000 30000 250 250 500 350 2.60E+09 8.93E+08 Ec N/mm 2

h mm I0 （mm） 4工程名称：办公楼

l EcI0/l1.5EcI0/l（N·mm） 2EcI0/l（N·mm） （mm） （N·mm） 6000 2400 b mm 1.302E+10 19531250000 26041666667 1.117E+10 16748046875 22330729167 4.2纵梁线刚度i b的计算：

表4.2

类别 1-4跨、10-13跨 30000 4-13跨 30000 250 250 650 650 3

Ec N/mm 2b mm h mm I0 （mm） 5.72E+09 5.72E+09 4l EcI0/l1.5EcI0/l（N·mm） 2EcI0/l（N·mm） 1.226E+11 （mm） （N·mm） 2800 7600 6.13E+10 91950334821 2.258E+10 33876439145 45168585526 4.3柱线刚度i c的计算：I=bh/12

表4.3

层次 1 2~5 Ec N/mm 30000 30000 2b mm 500 500 h mm 500 500 I0 （mm） 5.21E+09 5.21E+09 4h 3900 3400 EcI0/h4.006E+10 4.596E+10 （mm） （N·mm） 4.4、各层横向侧移刚度计算： (D值法)

柱的侧移刚度计算要确定系数?c的值,该结构的柱可分为中框架中柱和边柱,边框架中柱和边柱,现以第二层C-6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,计算结果分别见表4和表5及表6.

第二层C-4柱及与其相连的梁的线刚度如图所示,图中数据取自表4.1和表4.3,所以梁柱线刚度比K为:

?K= （2.23+2.6）*2/（4.6*2）＝1.05

??c=

K?0.344 2?K12ic12?4.6?1010D?ac2?0.344?16426N/mm

h34002表4.4:中框架柱侧移刚度D值（N/MM） 边 柱（17根） 层 次 K ?中 柱（10根） ?c 0.1241 Di1 5919.607 11 / 47

K 0.949 ??c 0.322 ∑Di Di2 34843 265128.6 2~4

0.2833 XXXX大学土木工程专业

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0.65 0.4340 13717.01 1.2074 工程名称：办公楼

0.5323 16826.22 995570.6 表4.5:边框架柱侧移刚度D值（N/MM）

A-1、 A-13、 D-1、D-13 层 次 K ?B-1、B-13、C-1、C-13 ?c 0.1753 0.3970 Di1 8360.68 12548.2 K 0.789 0.418 ??c 0.2830 0.3797 ∑Di Di2 13501 12000.6 154332 98195 2~4 1 0.425 0.49 表4.6:楼、电梯间框架柱侧移刚度D值（N/MM）

D-3、D-4、 D-10、D-11、 层 次 K ?C-3、C-4、C-10、C-11、B-8、B-10、 ?c 0.1752 0.3970 Di1 8360.68 12548.2 K 0.789 0.418 ??c 0.283 0.3797 ∑Di Di2 13501 12000.6 114448.7 122196.4 2~4 1 0.425 0.49 将不同情况下同层框架柱侧移刚度相加,即可得到框架各层间侧移刚度∑Di,其结果见表3.7

表4.7:横向框架层间侧移刚度D值（N/MM）

层1 次 ∑1215962 533909.3 Di 533909.3 533909.3 2 3 4 由表4.7可见∑D1/∑D2=1215962/533909.3=2.3>0.7 故该框架柱为规则框架

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

对于屋面有局部突出的房间,uT应取主体结构的位移,突出间对主体结构顶点位移的影响,可按顶点位移相等的原则,将其重力荷载代表值折算到主体结构的

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顶层,其折算重力荷载Ge可按下式计算: Ge=2030?(1?33?)?718KN 230.9结构顶点的假想侧移计算过程见表1,其中第8层的Gi为G8与Ge之和.

表5.1:结构顶点的假想侧移计算

层次 4 3 2 1 Gi /KN 8579.68 6545 5868 4734 VGi /KN 8579.68 15124.68 20992.68 25726.68 ∑Di N/mm 533909.3 533909.3 533909.3 1215962 △ui /mm 16.07 28.33 39.32 21.16 ui/mm 104.88 88.81 60.48 21.16 计算基本周期T1框架结构ψT=0.7则

T1=1.7ψTuT=1.7×0.7×0.105=0.385s 5.1.2、水平地震作用及楼层地震剪力计算

该工程结构高度<40M，质量和高度沿高度分布比较均匀，变形以剪切为主。故采用底部剪力法计算地震作用，结构总水平地震作用标准值Geq该按下式计算,即:Geq=0.85∑Gi=0.85×∑Gi=0.85×（4734+5868+6545+5945+2030）=21353.7KN 由场地土为II类,设防烈度为7度,设计地震分组为第二组,查表可知Tg =0.35S ?max=0.08 一般结构?=0.05 所以?2=1 Tg =T<0.385S<5Tg

?1?(TgT1)0.9?2?max?(0.350.9)?0.08?0.073 0.385 FEK=?1Geq =0.073×21353.7=1558.82KN

因1.4 Tg =1.4×0.35=0.49>T1 =0.35s, 所以不应考虑顶部附加水平地震作用， 各质点的水平地震作用的计算如下式: Fi=

GiHiGHFEK?1558.82ii

?GjHj?GjHj具体计算过程见表2.各楼层地震剪力计算见表15.

表5.2:个质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表:

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层次 4 3 2 1 Hi /m 14.1 10.7 7.3 3.9 Gi /KN 5945 6545 5868 4734 Gi Hi /KN.m 20213 22253 19951.2 18462.6 Gi Hi/ ?Gj Hj 0.25 0.28 0.25 0.23 工程名称：办公楼 Fi /KN 389.57 428.89 384.53 355.84 Vi /KN 389.571 818.46 1202.985 1558.82 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿高度的分布图见图1:

()水平地震作用分布()层间剪力分布图5.1 横向水平地震作用及楼层地震剪力

5.1.3.水平地震作用下的位移验算

水平地震作用下框架结构的层间位移△UI和顶点位移UI按公式计算

(△u)i=Vi/∑Dij U=∑(△u)K θe=△ui/hi 具体计算过程见表16;

表5.3: 横向水平地震作用下的位移计算

θ层次 4 3 2 1

Vi /KN 389.571 878.46 1202.985 1558.82 ∑Di /N/mm 533909.3 533909.3 533909.3 1215962 △ui /mm 0.730 1.533 2.253 1.282 14 / 47 ui /mm 5.789 5.068 3.535 1.282 hi /mm 3400 3400 3400 3900 e=△ui/hi 1/586 1/671 1/962 1/3042 XXXX大学土木工程专业 工程名称：办公楼

由表16可见层间最大弹性位移角发生在第4层，其值为1/586＜1/550,故满足要求,其中[ui/h]= 1/550由<<高层建筑结构>>中表2.13查得.

5.1.4.水平地震作用下框架内力计算:

框架柱端剪力及弯矩的计算,以6轴横向框架内力计算为例,结果见表17,各柱反弯点的高度比y0的确定,对于本例中底层柱端考虑修正值y2,第2层柱需要考虑修正值y1和y3,其余柱均无修正. 梁端弯矩,剪力及柱轴力分别按

llrMb?Mbribibdurdu M?l (Mi?1.j?Mij) Mb?lr(Mi?1.j?Mij) Vb?rlib?ibib?iblbNi??(Vbl?Vbr)k 计算,其中梁线刚度取自表4.具体计算过程见表18

表5.4: 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算

层 次 4 3 MbL 边 梁 Mbr 中 梁 Vb 7.185 16.11 25.37 21.90 MbL 柱 轴 力 Vb 21.53 边柱N -7.185 中柱N -35.52 L 6.0 6.0 6.0 6.0 Mbr L 2.4 2.4 2.4 2.4 12.78 23.91 30.33 72.72 120.95 82.32 25.84 61.95 25.84 61.95 51.625 -23.295 -57.05 85.87 58.84 -48.665 -117.5 -70.565 -154.5 31.25 2 1 49.07 103.04 103.04 70.61 70.61 注: 1.柱轴力中的负号表示拉力,当为左地震作用时,左侧两根柱为拉力,对应的右侧两根柱为压力.

2.表中M单位为KNm,V单位为KN,N单位为KN,L单位为m

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7.185-7.18516.11-23.29525.37-48.66521.90-57.05-57.0521.5335.5260.5-117.5536.94274.237.18523.2957.18516.11106.72104.0788.09130.94172.42241.74-154.49313.43306.61. 图5.2 梁端剪力及柱轴力图端剪力及柱轴力图

12.7866.1312.78221.9123.91229.25131.2525.7123.3649.07120.1270.6125.8430.3356.1830.2561.95139.43104.4277.18103.04120.95146.8182.3232.8142.8551.32

图5.3 左地震作用下框架弯矩图梁端剪力和柱轴力图

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:

风荷载标准值的计算,基本风压W0=0.45KN/m2,由<<荷载规范>>第7.3节查得μS =0.8(迎风面)和μS =-0.5(背风面),C类地区,

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H14.1??0.309, 由<<荷载规范>>B45.6XXXX大学土木工程专业 工程名称：办公楼

表7.4.4-3得

??0.4 T1=0.385s ω0×T2=0.45×0.3852=0.07KNS2/m2由<<荷载规范>>表7.4.3得?=1.2,则

βZ =1+

???ZuZ ?Z=

Hi1.2?0.4Hi 则 βZ =1+ ?HuZH仍取横向（4）轴线框架,其负载宽度为7.2m,由式WK=βZμSuZω0得沿房屋高度的分布风荷载标准值:

q(Z)=6.0?0.45βZμSuZ=2.7βZμSuZ

根据各楼层标高处的高度Hi由<<荷载规范>>表7.2.1查得uZ,代入上式可得各楼层标高处的q(Z),具体结果见表19, q(Z)沿房屋高度的分布见图4. 表5.5沿房屋高度分布风荷载标准值

层次 4 3 2 1 Hi /m 14.1 10.7 7.3 3.9 Hi/H 1.0 0.759 0.518 0.276 μz 0.74 0.74 0.74 0.74 βZ 1.649 1.492 1.336 1.179 q1（z） KN/m q2（z） KN/m 2.636 2.385 2.135 1.884 1.647 1.491 1.335 1.178 <<荷载规范>>规定:对于高度大于30米,且高宽比大于1.5的房屋结构,以及基本自震周期大于0.25S的房屋结构应采用风振系数?Z来考虑风压脉动的影响,本工程房屋高度H=14.1m<30m,但的影响.

H14.1??0.979?1.5, 因此该房屋不考虑风压脉动B14.42.6362.3852.1351.8841.6471.4911.3531.178

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图5.4（a）风荷载沿房屋高度的分布

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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

取（9）轴线框架进行计算，计算单元宽度为:7.2m，如下图10所示，由于房间内布置次梁，故直接传给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

图6.1 横向框架计算单元

6.1.2.荷载计算

6.1.2.1.横荷载计算

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' 在下图10中q1,q1代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第4层:

'q1=2.625KN/m q1=1.8375KN/m

q2、q'2,分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由上图10关系可得:

q2?5.32?

?6?3.8)?6??1.9?1?6.90K/m26

12.4q2'??2.4??5.32/2.4?3.192KN/m 22P1,P2分别为由边纵梁,中纵梁直接传给柱的横荷它包括梁自重,楼板重和女儿墙等的重力荷载,由于纵向框架梁与柱的偏心作用，使得集中荷载产生了力矩，具体看荷载图。

p1Mq2M2p2q1p2M2p1q2M1q16000q22400q160000 图6.2 各层梁上作用的恒载

p2?[(1.9?1.912.2?6.0(1.9?1.9?1.2)6.0?)?2??1.9??1.2?2]?5.32?4.266?3.8?3.281?22222 =93.698KN

p?[(1.9?11.912.2?6.06.0?)?2??1.9]?5.32?4.266?3.8?3.281?2222

?71.980KN0.55?0.25?10.797KNm 20.55?0.25?14.055KNm : M2= P2e2=93.698?2集中力矩: M1= P1e1=71.980?对于2~3层, q1包括梁自重和其上横墙自重为均布荷载,其它荷载计算方法与第8

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层相同,

' q1=2.625+8?(3.4-0.5)=25.825 KN/m q1?26.238KN/m '5 q2?3.57 0KN/m q2?1.6KN/m

1.912.2?6.06.0?)?2??1.9]?2.75?4.266?3.8?3.281?2222?52.44KNP1?[(1.9?13.6?7.23.6?(3.6?1.5)7.2P2?[(3.6?1.8??2)??1.8]?3.22??1.5?2?3.22?3.544??22221.88?3.0?(7.2?0.6)?163.70KN

集中力矩:M1 =P1e1=52.44?0.55?0.25?7.866KNm 20.55?0.25?9.153KNm M2= P2e2=61.020?2'对于1层: q1=2.625+8?(3.9?0.5)=29.825KN/m q1?30.237 KN/m

' q2?3.570 KN/m q2?1.65KN/m

1.912.2?6.06.0?)?2??1.9]?2.75?4.266?3.8?3.281? 2222?52.44KN

P1?[(1.9?13.6?7.23.6?(3.6?1.5)7.2P2?[(3.6?1.8??2)??1.8]?3.22??1.5?2?3.22?3.544??22221.88?3.0?(7.2?0.6)?163.70KN

集中力矩:M1 =P1e1=52.44?0.55?0.25?7.866KNm 20.55?0.25?9.153KNm M2= P2e2=61.020?26.1.2.2.活荷载计算:

活荷载作用在各层框架上的分布图如图12所示与恒荷作用相似，只是除去了梁本身的自重，其他荷载作用方式与恒荷相同。

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p1M1q2M2p2q2p2M2q2p1M1q160000q22400q16000

图6.3 各层梁上作用的活载

对于第1~4层:

'q2?2.6 KN/m q2?1.5KN/

1.912.2?6.01.9?1.9?1.2)?)?2??1.9?(?1.2?2]?2.0?25.43KN 22221.912.2?6.0?)?2??1.9]?2.5?23.98KN P1?[(1.9?222P2?[(1.9?M1 =P1e1=23.98?0.15=3.597KNm M2= P2e2=25.43?0.15=3.8145KNm

将以上结果汇总,见表6.1和表6.2.

表6.1横向框架恒载汇总

层次 q1 KN/m q1' KN/m 1.8375 26.238 30.237 q2 KN/m 6.9 3.570 3.570 ' q2P1 KN 71.980 52.44 52.44 P2 M1 KN.m KN 93.698 61.020 61.020 10.797 7.866 7.866 14.055 9.153 9.153 M2 KN.m KN/m 3.192 1.65 1.65 4 2~3 1 2.625 25.825 29.825 表6.2:横向框架活荷载汇总表

层 次 1~4 q2 KN/m 2.60 ' q2P1 KN 23.98 P2 KN 25.43 M1 M2 KN.m KN.m 3.597 3.8145 KN/m 1.5 注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用下情况.

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6.1.3.内力计算:

梁端和柱端弯矩采用二次分配法计算,由于结构对称,荷载对称,故计算时可用半框架,计算过程如图13,所得弯矩图如图14,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,见表6.3和表6.4.

右梁下柱0.3610.63910.797-13.1340.8431.49429.600.524-10.87-19.2530.37-30.370.3900.3900.2207.866-152.6459.1959.1933.3829.6029.60-14.27-17.52-17.52-9.8871.2779.14-143.40.3900.3900.2207.866-152.6459.1959.1933.3829.6032.96-14.27-18.83-18.83-10.6269.9681.19-144.150.3920.3920.2167.866-176.01365.9165.9136.3229.60-17.37-4.79-4.79-2.6490.7268.99-159.70上柱左梁上柱0.31313.13414.06-1.0480.7477.6422.570.2020.356152.649.153-28.54-50.2916.690.9282.3514.144143.141-36.0650.2020.356152.649.153-28.54-50.2916.69-29.608.8215.56149.61-55.180.2110.374176.0139.153-34.74-61.5818.16-29.602.4144.28161.185-77.75右梁0.133-4.27-1.8550.445-25.1513.523.245-9.77-0.580.3560.085-2.209-50.29-12.00-29.264.1440.989-75.406-13.220.3560.085-2.209-50.29-12-30.7915.563.71-65.52-10.500.3250.089-7.48-53.51下柱0.5543.7181.018-49.79-1.10134.50-24.90(a)恒荷作用下

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右梁下柱0.3610.6393.597-7.81.5172.6850.820-1.705-0.319-0.5665.614-7.3860.3900.3900.2203.597-7.81.6391.6390.9250.8200.820-1.1-0.210-0.210-0.1192.2495.845-8.0940.3900.3900.2203.597-7.81.6391.639-0.925-1.10.8200.82-0.210-0.210-0.1192.2498.845-8.0940.3920.3920.2163.597-7.81.6391.639-0.9250.82-1.10.82-0.210-0.210-0.1192.2495.845-8.094上柱左梁上柱下柱0.3130.5543.8147.8-3.41-6.041.343-1.940.1870.335.919-7.650.2020.3560.3563.8157.8-2.20-3.88-3.880.462-1.94-3.020.560.9790.9796.62-1.027-5.9210.2020.3560.3563.81457.8-2.20-3.88-3.880.463-1.94-3.020.560.980.986.62-1.027-5.9210.2110.3740.3257.83.814-2.20-3.88-3.880.4625-1.94-3.020.560.9790.9796.62-1.027-5.921右梁0.133-0.72-1.45-0.085-2.090.085-3.52-0.9260.234-1.4120.085-0.72-0.9260.234-1.4120.089-0.72-0.9260.234-1.4122.922(b)活荷作用下-2.961 图6.4 横向框架的二次分配法

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30.3730.37143.4179.1471.27144.1581.19159.7068.9969.9690.1234.5022.5690.587.3865.6158.0945.8458.0945.8458.0945.8452.9225.9192.097.656.621.4122.2492.2491.0276.621.4121.0276.621.4121.0275.9212.9619.77143.4113.2236.065149.6155.1865.52161.851.10149.7977.7524.902.249(a) 恒 荷 作 用 下(b) 活 荷 作 用 下 图6.5 竖向荷载作用下框架弯矩图

表6.3恒荷作用下梁端剪力及柱轴力图（KN）

荷载引起的剪力 层 BC次 AB跨 VA=VB 4 14.51 BC跨 AB跨 跨 VB=VC VA=-VB VB=VC 6.06 -1.3 0 0 0 0 0 VA VB VB=V 6.05 N顶 86.49 N底 171.5 N顶 N底 AB跨 BC跨 A 柱 B 柱 弯距引起的 总剪力 剪力 柱轴力 13.21 14.51 99.753 184.75 304.52 389.53 510.21 595.21 737.33 834.83 3 143.75 3.13 143.8 143.8 3.132 282.68 367.68 142.8 144.7 3.132 477.96 562.96 165.6 166.1 3.132 696.01 793.5 2 143.75 3.13 -0.91 1 165.85 3.13 -0.25 表6.4活荷载作用下的梁端剪力及柱轴力

层 荷载引起的剪力 次 力 弯距引起的剪总剪力 柱轴力 24 / 47

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BCAB跨 VA=VB 4 7.8 BC跨 VB=VC 0.9 AB跨 跨 VA=-VB VB=VC -0.244 0 VA AB跨 VB BC跨 VB=V 0.9 工程名称：办公楼 A柱 N顶=N底 31.536 B柱 N顶=N顶 32.024 7.556 8.044 3 2 1 7.8 7.8 7.8 0.9 0.9 0.9 -0.246 -0.246 -0.246 0 0 0 7.556 8.044 7.556 8.044 7.556 8.044 0.9 0.9 0.9 63.012 94.608 126.144 64.048 96.072 128.096 6.2横向框架内力组合:

6.2.1.结构抗震等级:

结构的抗震等级可根据结构类型,地震烈度,房屋高度等因素确定,本工程的框架为三级抗

震等级

6.2.2.框架梁内力组合:

本工程考虑了三种内力组合,即1.2SG?1.4SQK,1.35SGK?1.0SQK,1.2SGE?1.3SEK,

此外,对于本工程,1.2SGK?1.4SWK这种组合与考虑地震作用组合相比一般较小,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36,表中SGK,SQK两列的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩(调幅系数为0.8). 下面以第一层AB跨梁考虑地震作用的组合为例（其余从略）,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,如下图所示.

2MAAVAq16000BMBVB

图6.6 均布、梯形、三角形、集中力作用下的计算简图

梁上设计值:

?7q1=1.2?39.83=47.80KN/m q2?1.2?(3.5 25 / 47

0.?56.?0KN/m )7. 8 8

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左震时:VA??205.72?404.73111.8??23.00?6?(1?)?6?18.23

6226 =47.24KN>0则Mmax发生在X处

11 VA?(2q1?q2)al?47.24?(2?23?18.23)?0.25?6??10.57?0

22 =47.24KN>0

1x2VA?23x??18.23?020.25?6

x?1.54q121x3Mmax?MA?VA?x?q2?98.99KN.m26al

REMmax?0.75?98.99?74.24KN.m 右震时:VA??215.91KN>0

则 Mmax发生在X处 X=5.63m

Mmax?MA?VAx?(q1?q2)211x?q2al(x?al)?95.34KN.m223

?0.75?95.34?71.50KN.m463.37?140.61111.8??23.00?7.2?(1?)?7.2?18.23 ＝

7.2227.2

REMmax

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层 次 截 面 A 内 力 M 恒 SGk -159.7 V 165.61 -161.8M 一5 B左 层 V 166.1 B右 M -1.1 V -3.12 -144.1M 5 V 143.75 A 二M 层149.61 B左 三V 143.75 层 M -10.5 B右 V 3.13 M -30.37 A V 13.21 M 22.57 B左 四V 14.51 层 M -0.58 -2.09 25.84 B右 V 6.01 0.9 21.53

表6.4 框架梁内力组合表 γRE[1.2(SGk+ 1.35SG1.2SGk 活 地震 0.5SQk)+1.3SEk] k +1.4SQSQk SEk +SQk k → ← -195.2-223.6-202.9-8.09 49.07 -99.53 1 9 7 7.54 21.9 173.79 131.09 231.11 209.29 -228.9-225.1-203.4-6.62 82.32 -68.38 1 2 9 8.04 21.9 174.46 131.76 232.28 210.58 -1.412 70.61 67.22 -70.47 -2.90 -3.30 0.9 58.84 54.97 -59.77 -3.31 -2.48 -102.9-163.8-202.6-184.3-8.09 31.25 1 4 9 1 7.56 25.37 157.51 108.04 201.62 183.08 120.96.62 5 255.55 19.70 208.59 188.80 8.04 25.37 157.73 108.26 202.10 183.76 103.0-110.5-1.41 4 90.38 5 -15.59 -14.57 0.9 85.87 86.95 -80.50 5.13 5.02 -7.39 12.78 -18.20 -43.12 -48.39 -46.79 7.56 7.19 22.30 8.28 25.39 26.44 5.92 30.33 52.55 -6.59 36.39 35.37 8.04 7.19 23.69 9.67 27.63 28.67 23.73 -26.66 -2.87 -3.62 26.81 -15.18 9.01 8.47 注：1、M以下部受拉为正，V以向上为正。SQk括号内数值表示屋面作用雪荷载时对应的内力。 2、竖向荷载作用下（SGk、SQk）弯矩M取调幅0.8。 3、上表γRE取值：M取0.75，V取0.85。 27 / 47

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表6.5 横向框架A柱弯矩和轴力组合

层 截 次 面 柱顶 4 柱底 柱顶 3 柱底 柱顶 2 柱底 柱顶 1 柱底 内 力 M N M N M N M N M N M N M N M N 活荷载 地震 恒荷载 SGk SEk SQk 30.37 5.61 86.49 31.54 71.27 2.25 171.49 31.54 79.14 5.85 282.68 63.01 69.96 2.25 367.68 63.01 81.19 5.85 477.96 94.61 90.72 2.25 592.96 94.61 68.99 5.85 696.01 126.14 34.5 2.92 793.51 126.14 12.78 7.19 1.91 7.19 22 48.66 9.25 48.66 22 48.66 23.36 48.66 25.71 70.57 42.85 70.57 γ +0.5SQk) RE[1.2(SGk+1.3SEk] → ← 1.35SGk +SQk 1.2SGk +1.4SQk 44.30 147.94 88.67 249.94 103.16 427.43 87.10 529.43 105.62 706.01 112.01 844.01 90.98 1011.81 45.49 1128.81 |Mmax| N 46.61 148.30 98.46 263.05 112.69 444.63 96.70 559.38 115.46 739.86 124.72 895.11 98.99 1065.75 49.50 1197.38 Nmin M 17.40 85.02 63.29 161.52 55.90 251.01 58.62 332.61 57.87 453.65 63.88 564.05 42.30 655.32 -10.04 748.92

Nmax M 46.61 148.30 98.46 263.05 112.69 444.63 96.70 559.38 115.46 739.86 124.72 895.11 98.99 1065.75 49.50 1197.38

42.32 17.40 46.61 99.04 85.02 148.30 67.02 63.29 98.46 175.54 161.52 263.05 101.66 55.90 112.69 352.22 251.01 444.63 77.86 58.62 96.70 433.82 332.61 559.38 103.63 57.87 115.46 554.86 453.65 739.86 112.47 63.88 124.72 665.26 564.05 895.11 95.78 42.30 98.99 802.11 655.32 1065.75 79.09 -10.04 49.50 895.71 748.92 1197.38 1、2、 注：3(底)层柱轴压比>0.15,γRE取0.75。考虑地震荷载时取屋面活荷载为雪荷载 γRE取 0.8； 3(顶)； 4、层柱轴压比 <0.15，

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表6.6 横向框架A柱弯矩设计值的调整（调整方法见例）

γ 层次 截面 c ∑Mb） RE（∑Mc＝ηγREN 4（未调）柱顶 柱底 46.61 98.46 148.30 263.05 柱顶 123.96 444.63 3 柱顶 106.37 559.38 柱顶 127.00 739.86 2 柱底 137.19 895.11 柱顶 108.89 1065.75 1 柱底 56.92 1197.38

表 6.7 横向框架A柱剪力组合（kN）

层 次 4 3 2 1

恒载 SGk 活载 SQk 地震 SEk γRE[1.2(SGk+ 0.5SQk)+1.3SEk] → ← 1.35SGk +SQk 1.2SGk γRE[ηc(Mcb +1.4SQk +Mct)/Hn] 26.44 27.83 27.72 30.46 33.20 48.20 60.47 72.21 13.21 7.56 14.38 7.56 4.32 22.10 12.56 25.39 9.07 28.54 8.50 26.97 26.84 29.92 14.28 7.56 13.34 33.17 3.68 16.56 7.56 17.58 40.17 1.32 b

t

注：表中V以绕柱顺时针方向为正，γRE[ηc(Mc+Mc)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值.

表6.8 横向框架B柱弯矩和轴力组合

内 恒荷载 力 SGk 活荷地震 载 SEk SQk γ +0.5SQk) RE[1.2(SGk+1.3SEk] 层 截 次 面 → ← 29 / 47

1.35SGk +SQk 1.2SGk +1.4SQk |Mmax| N Nmin M Nmax M

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柱顶 4 柱底 柱顶 3 柱底 柱顶 2 柱底 柱顶 1 柱底

M N M N M N M N M N M N M N M N -9.77 99.75 36.07 184.75 75.41 304.53 55.18 389.53 65.52 510.21 77.75 595.21 49.79 737.33 24.9 834.83 -7.65 30.25 32.02 25.42 1.03 56.18 32.02 25.42 -5.92 77.18 64.05 53.41 1.03 104.42 64.05 53.41 5.92 120.12 96.07 78.51 1.03 146.81 96.07 78.51 5.92 51.32 128.1 21.57 2.96 32.81 128.1 21.57 17.26 128.97 87.70 205.47 149.82 378.64 162.06 460.24 190.67 617.57 227.82 699.17 104.01 791.76 59.45 885.36 -41.73 -20.84 79.40 166.68 -21.85 49.72 155.90 281.43 -10.72 95.88 267.55 475.17 -55.13 75.52 349.15 589.92 -59.18 94.37 454.26 784.85 -77.55 105.99 535.86 899.60 -2.73 73.14 746.89 1123.50 -8.80 36.58 840.49 1255.12 -22.43 164.53 44.73 266.53 82.20 455.11 67.66 557.11 86.91 746.75 94.74 848.75 68.04 1064.14 34.02 1181.14 17.26 128.97 87.70 205.47 149.82 378.64 162.06 460.24 190.67 617.57 227.82 699.17 104.01 791.76 59.45 885.36 -41.73 79.40 -21.85 155.90 -10.72 267.55 -55.13 349.15 -59.18 454.26 -77.55 535.86 -2.73 746.89 -8.80 840.49 -20.84 166.68 49.72 281.43 95.88 475.17 75.52 589.92 94.37 784.85 105.99 899.60 73.14 1123.50 36.58 1255.12 注：1、2、3层柱轴压比>0.15,γRE取0.8；4层柱轴压比<0.15，γRE取0.75。考虑地震荷载时取屋面活荷载为雪荷载

表6.9 横向框架B柱弯矩设计值的调整（调整方法见例）

γ 层次截面 c ∑Mb） 4（未调）柱顶 柱底 17.26 128.97 87.70 205.47 柱顶 164.80 378.64 3 柱底 178.27 460.24 柱顶 209.73 617.57 2 柱底 250.60 699.17 柱顶 114.41 791.76 1 柱底 68.36 885.36 RE（∑Mc＝ηγREN 30 / 47

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表 6.10横向框架B柱剪力组合（kN）

γ层 恒载 活载 地震 次 SGk SQk SEk RE[1.2(SGk+ 0.5SQk)+1.3SEk] → ← γRE[η1.35SGk 1.2SGk c(Mcb +SQk +1.4SQk +Mct)/Hn] 28.67 28.51 28.62 31.19 58.53 80.97 112.57 134.13 4 14.51 8.04 25.42 46.99 -9.19 27.63 3 14.38 8.04 53.41 77.78 -40.26 27.45 2 14.47 8.04 78.51 105.61 -67.90 27.57 1 16.61 8.04 21.57 44.88 -2.79 30.46 b

t

注：表中V以绕柱顺时针方向为正，γRE[ηc(Mc+Mc)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值.

7.截面设计

一、框架梁：

以第1层AB跨框架梁的计算为例，其余梁从略。 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=73.24 KN·m

支座A：Mmax=97.35 KN·m 支座Bl：Mmax=90.12 KN·m 调整后剪力：V=79.68 KN

2、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=6/3=2m=2000mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=650-35=615mm，因为

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fcm bf，hf，（ h0- hf，/2）

=14.3×2000×100×（615-120/2） =1948.90KN·m>994.06 KN·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）=73.24×106/14.3/2000/6152=0.027 ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027

As=ξfcmbf，h0/fy=0.027×14.3×2000×615/300=582.58 mm2 实配钢筋2Ф20，As=628 mm2。 ρ=628/250/615=0.4%>ρ

min

=0.25%，满足要求。

梁端截面受压区相对高度：

ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×628/14.3/2400/615<0.35，符合三级抗震设计要求。 （2）、考虑两支座处：

将下部跨间截面的2Ф20钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=628 mm2，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）

=[97.35×106-300×628×(615-35) ]/14.3/250/6152 =0.199

ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224 可近似取

As=M/fy/(h0-a,)=97.35×106/250/（615-35）=784 mm2 实配钢筋2Ф18+1Ф20，As=823 mm2。 支座Bl上部：

As=M/fy/(h0-a,)=90.12×106/300/（615-35）=726 mm2 实配钢筋2Ф18+1Ф20，As=823 mm2。 ρ=823/250/615=0.5%>ρ

min

=0.3%，又As/ As =628/823=0.76>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：

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hw=h0=615mm

hw/b=615/250=2.46<4,属厚腹梁。 0.25fcmbh0=0.25×14.3×250×615 =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=0.07×14.3×250×615 =169669.5N

（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：

梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则 0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s

=0.07×14.3×250×615+1.5×210×2×50.3×615/100 =348712.4N>182700N

ρsv= nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρ

=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。

svmin

=0.02fcm/fyv

二、框架柱;

7.2.1.剪跨比和轴压比验算:

柱的混凝土强度等级为C30?fc?14.3Nmm2,ft?1.43Nmm2?，纵向钢筋级别为HRB400?fy?360Nmm2?，箍筋，构造筋级别为HPB235?fy?210Nmm2?。 取每根柱的柱顶和柱底两个截面为控制截面。

根据《抗震规范》，对于三级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.9。

表44给出了框架柱底层剪跨比和轴压比的计算结果,其中剪跨比?也可取

Hn,注意,表中2h0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.

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表44柱的剪跨比和轴压比验算

柱 层 b/mm 号 次 A 1 柱

B 1 柱 500 460 14.3 104.01 44.88 885.36 5.03>2 0.26<0.8 500 460 14.3 95.78 40.17 895.71 5.18>2 0.27<0.8 h0/mm fC KN/mm2 M KNm CV KN CN KN MC CVh0N fCbh 7.2.2正截面承载力计算

框架结构的变形能力与框架的破坏机制密切相关，对一般框架结构来说，梁的延性远大于柱，梁先屈服可以在跨中形成塑性铰，从尔使整个框架有较大的内力重分布和能量的消耗。层间位移极限增大，利于抗震。若柱形成了塑性铰，则会伴随产生极大层间位移，平降低结构承受垂直荷载的能力以及可能使结构成为机动体系。所以在框架设计时应遵循强柱弱梁的原则。三级框架的梁柱节点处，除框架顶层和底层柱轴压比小于0.15外，梁柱端弯矩应符合下面条件

?Mc??c?Mb

?Mc?节点上下柱端 截面瞬时针或反时针方向组合弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分布分配；

?Mb?节点左右梁端截面顺时针或反时针方向组合弯矩设计值之和；

?c?柱端弯矩增大系数，三级框架取1.1。。

避免框架结构底层过早出现塑性铰，因此对框架柱底层柱应考虑弯矩增大系数，取1.15。 柱的正截面配筋采用对称配筋

1. 确定as?as'?35mm,h0?h?as=500mm-35mm=465mm; 2. 计算偏心距e0?M,确定附加偏心矩ea?max?20mm,h30mm??得ei?e0?ea； N 34 / 47

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3. 当构件长细比l0/h?5时，需考虑偏心距增大系数?；

l0为构件计算长度，对现浇框架结构，底层柱l0?H,其余层柱l0?1.25H

?l0? 偏心距增大系数??1???1?2； ei?h1400??h010.5fclA,?2?1.15?0.010?1?小偏心受压构件截面曲率修正系数，当其大于Nh1.0时，取1.0

2 ?1? ?2?偏心受压构件长细比对截面曲率的修正系数，当l0/h?15时，取?2?1.0 4. 在对配筋条件下x?N?1fcb,将x与?bh0进行比较当x??bh0时，为大偏心受压；当x??bh0时为小偏心受压；

'5. 大偏心受压时，则As?AS x??Ne??1fcbx?h0??2??' As?AS ?''fy?h0?as?若x?2as',近似取x?2as',则上式变为：

??h'??N?e??a??i2s?????'As?AS??

fy'?h0?as'?'6小偏心受压时，先求?,再确定As?AS

其中：

??N??b?1fcbh0??b 2Ne?0.43?1fcbh0??1??b??h0?as'???1fcbh0'Ne???1?0.5???1fcbh0'? As?ASfy'?h0?as'?

下面以第1层A柱为例，其余从略

（1）最不利组合一（调整后）：Mmax=328.12 KN·m，N=1746.62 KN 轴向力对截面重心的偏心矩

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e0=M/N=328.12×106/(1746.62×103) =290.92 mm

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=23.33 mm。

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=314.25 mm

因为长细比l0/h=4700/600=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+6.712×560/1400/314.25

=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+600/2-40 =645.62 mm

对称配筋：

ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/600/560 =0.264<ξb=0.544 为大偏压情况。

As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ) fcmb h02]/fy,/(h0-as,)

=[1746.62×103×645.62-0.264×(1-0.5×0.264) ×14.3×600×5602]/310/(560-40)=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

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长细比l0/h=4700/600=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+6.712×560/1400/31.49 =1.674

ηei=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+600/2-40 =362.71mm

ξ=（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=0.544×14.3×600×560=3593.99KN 故可按构造配筋，且应满足ρ单侧配筋率ρ故As,=As=ρ

smin

smin

min

=0.8%，

≥0.2%，

bh=0.2%×600×600=980mm2

选4Ф20，As,=As=1256mm2

总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8% 7.2.3 斜截面承载力计算

由，《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001）知 对三级框架柱的剪力设计值应作如下调整：

V??vc?Mcb?Mct?/Hn

V?柱端截面组合设计值

Hn?柱的净高

Mcb,Mct?分别为柱上下端顺时针或反时针截面组合的弯矩设计值 ?vc?柱端剪力增大系数，三级框架取1.1

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柱剪力调整计算结果见前表

考虑地震作用组合的框架柱的受剪截面应符合下面条件： 剪跨比大于2的框架柱 V?1?RE?0.20?cfcbh0?

当考虑地震作用组合的框架柱的斜截面抗震受剪承载力符合下面要求： V?Asv1?1.05?fbh?fh?0.056Nt0yv0? ?RE???1S??M； Vh?0?式中：??框架柱的计算剪跨比，取??当??1.0时，取1.0；当??3时，取3； -考虑地震作用组合的框架柱的轴向设计值；

当N?0.3fcA时，取N?0.3fcA；

以第1层A柱为例，

查表可知：框架柱的剪力设计值V c=192.89KN 剪跨比λ=5.18>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=0.3×14.3×6002/103=2102.1KN 故取N=1746.62KN 1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N

=1.05×1.5×600×560/(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Ф8@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρ

vmin

=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%

柱箍筋的体积配筋率 ρv=（ΣAsvili）/s/Acor =78.5×500×8/100/500/500 =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。

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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4Ф8@200，

7.3.框架梁柱节点核芯区截面抗震演算:

根据《抗震规范》，对于三级抗震等级的框架结构，不必进行梁柱节点核芯区截面抗震演算

8.楼板设计

板按双向板计算,双向板按弹性分析计算系数,查<<钢筋混凝土结构>>下册表1.11,具体计算过程如下.

DBBCAADBB 图10.1 板的区格划分

下面以A、B板为例计算，其余从略 8.1.荷载设计值:

活荷载:由于活荷载标准值小于4.0KN/m,故荷载分项系数为1.4.

q=2.0×1.4=2.8 KN/m2

恒荷载 g=3.25×1.2=3.9 KN/m2 g+q=2.8+3.9=6.7 KN/m2 g+

2.8qq =3.9+=5.3KN/m2 =1.4 KN/m2 2228.2.计算弯距

计算跨度：l0?ln?b,ln为净跨，b为梁宽。

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弯距计算：跨中最大正弯距发生在活荷载为棋盘式布置中时，它可

q以简化为当内支座固支时g?作用下的跨中弯距值与当内支座铰支时

2q?作用下的跨中弯距值两值之和。支座最大负弯距可近似按活荷载满布2求得，即内支座固支时g?q作用下的支座弯距。考虑泊松比的影响，取

?c?0.2。查钢筋混凝土书中表计算板的跨中正弯矩。

表8-1

区格 L01 L02 L01/L02 M1 M2 M1 M``1 ` A 2.4 3.6 0.67 2.31 0.81 -3.58 B 3.6 6.0 0.6 4.89 2.64 -7.1 C 2.4 3.6 0.67 2.34 0.78 -3.61 -3.61 -2.48 -2.48 D 3.6 6.0 0.6 5.53 3.03 -8.21 -8.21 -6.79 -6.79 -3.58 -7.1 -2.49 -2.49 -4.94 -4.94 M2 M``2 `注: A M1=(0.0391+0.2×0.00488)×5.3×2.42+(0.09212+0.2×0.01956)×1.4×

2.42=1.34+0.97=2.31kNm

M2=(0.00488+0.2×0.0391)×5.3×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4

×2.42=0.43+0.38=0.81 kNm

M`1= M``1=-0.008200(g+q)L01=-0.008200×6.7×2.42=-3.58 kNm M`2= M``2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×6.7×2.42=-2.49 kNm

B M1=(0.0391+0.2×0.00488)×5.3×3.62+(0.09212+0.2×0.01956)×1.4

×3.62=4.89 kNm

M2=(0.00488+0.2×0.0391)×5.3×3.62+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4

×3.62=1.561+1.077=2.64 kNm

M`1= M``1=-0.08200(g+q)L01=-0.08200×6.7×3.62=-7.1 kNm M`2= M``2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×6.7×3.62=-4.94 kNm

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