6层框架结构 计算书 - 图文

目录

1绪论 .............................................................. 1

1.1工程背景 ..................................................... 1

1.1.1设计资料 ............................................... 1 1.1.2材料 ................................................... 1 1.2 工程特点 .................................................... 1 1.3 本章小结 .................................................... 2 2结构设计 .......................................................... 3

2.1框架结构设计计算 ............................................. 3

2.1.1工程概况 ............................................... 3 2.1.2 设计资料 ............................................... 3 2.1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定 ......................... 4 2.1.4 荷载计算 ............................................... 5 2.1.5 水平地震作用下框架的侧向位移验算 ...................... 11 2.1.6 水平地震作用下横向框架的内力分析 ...................... 15 2.1.7 竖向荷载作用下横向框架的内力分析 ...................... 16 3.1.8 内力组合 .............................................. 22 2.1.9 截面设计 .............................................. 30 2.2板的计算 .................................................... 50

2.2.3 屋面板 ................................................ 53 2.3 楼梯设计 ................................................... 57

2.3.1 计算简图及截面尺寸 .................................... 57 2.3.2 设计资料 .............................................. 57 2.3.3 梯段板设计 ............................................ 58 2.3.4 平台板计算 ............................................... 59

2.3.5 平台梁计算 ............................................ 59

结论 ............................................................... 62 致谢 ............................................................... 63 参考文献 ........................................................... 64

1

西京学院本科毕业设计（论文）

1 绪论

1.1工程背景

本项目为6层钢筋混凝土框架结构，占地面积约为960.96㎡，总建筑面积约为5765.76㎡；层高3.6m,平面尺寸为18.3m×52.0m。采用桩基础，室内地坪为±0.000m，室外内高差0.6m。

框架梁、柱、楼面、屋面板板均为现浇。 1.1.1设计资料 (1)气象资料

夏季最高气温40℃，冬季室外气温最低-20℃。

冻土深度25cm，基本风荷载W。=0.35kN/㎡；基本雪荷载为0.2 kN/㎡。 年降水量500mm。 (2)地质条件

建筑场地地形平坦，粘性土层，不考虑地下水。 (3)地震设防烈度 八度 1.1.2材料

柱采用C30，纵筋采用HRB335，箍筋采用HPB235，梁采用C30，纵筋采用HRB335，箍筋采用HPB235。基础采用C30，纵筋采用HRB400，箍筋采用HPB235。

1.2 工程特点

本工程为六层，主体高度为21.6米。建筑采用的结构可分为钢筋混凝土结构、钢结构、钢-钢筋混凝土组合结构等类型。本建筑自身的特点，决定采用钢筋混凝土结构。

在多层建筑中,不同的结构体系，适用于不同的层数、高度和功能。框架结构体系是由梁、柱构件通过节点连接构成，既承受竖向荷载，也承受水平荷载的结构体系。这种体系适用于多层建筑及高度不大的高层建筑。本建筑采用的是框架机构体系，框架结构的优点是建筑平面布置灵活，框架结构可通过合理的设计，

1

西京学院本科毕业设计（论文） 使之具有良好的抗震性能；框架结构构件类型少，易于标准化、定型化；可以采用预制构件，也易于采用定型模板而做成现浇结构，本建筑采用的现浇结构。

由于本次设计是办公楼设计，要求有灵活的空间布置，和较高的抗震等级，故采用钢筋混凝土框架结构体系。

1.3 本章小结

本章主要论述了本次设计的工程概况、相关的设计资料、多层建筑的一些特点以及综合本次设计所确定的结构体系类型。

2

西京学院本科毕业设计（论文） 2结构设计

2.1框架结构设计计算

2.1.1工程概况

本项目为6层钢筋混凝土框架结构体系，占地面积约为960.96㎡，总建筑面积约为5765.76㎡；层高3.6m平面尺寸为18.3m×52.0m。采用桩基础，室内地坪为±0.000m，室外内高差0.6m。

框架平面同柱网布置如下图：

2-1框架平面柱网布置

框架梁柱现浇，屋面及楼面采用100mm厚现浇钢筋混凝土。 2.1.2 设计资料

(1)气象条件:基本风荷载W。=0.35kN/㎡;基本雪荷载为0.2 KN/㎡。 (2)楼、屋面使用荷载：走道：2.5kN/㎡；消防楼梯:2.5kN/㎡；办公室2.0kN/㎡；机房:8.0kN/㎡，为安全考虑，均按2.5kN/㎡计算。

(3)工程地质条件：建筑物场地地形平坦，粘性土。

(4)屋面及楼面做法：屋面做法：20mm厚1：2水泥砂浆找平；100～140mm厚（2%找坡）膨胀珍珠岩；100mm厚现浇钢筋混凝土楼板；15mm厚纸筋石灰抹灰。 楼面做饭：25mm厚水泥砂浆面层；100mm厚现浇钢筋混凝土楼板；15mm纸筋石灰抹灰。

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西京学院本科毕业设计（论文） 2.1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定 (1)初估截面尺寸: 1)柱：b×h=600mm×600mm 2)梁：梁编号如下图：

L1: h=(1/12～1/8)×7800=650～975 取h=700mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×700=233～350 取b=300mm L2: h=(1/12～1/8)×2700=225～338 取h=450mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×450=130～225 取b=250mm L3: h=(1/12～1/8)×4000=333～500 取h=450mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×450=150～225 取b=250mm L4: h=(1/12～1/8)×3600=300～450 取h=400mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×400=133～200 取b=250mm L5: h=(1/12～1/8)×2400=200～300 取h=400mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×400=133～200 取b=250mm L6: h=(1/12～1/8)×8000=667～1000 取h=700mm b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×700=233～350 取b=300mm

图2-2 框架梁编号

(2)梁的计算跨度

框架梁的计算跨度以上柱形心为准，由于建筑轴线与柱轴线重合，故计算跨度如下：

4

西京学院本科毕业设计（论文）

(3)柱高度

底层柱 h=3.6+0.6+0.5=4.7m 其他层 h=3.6m 2.1.4 荷载计算 (1) 屋面均布恒载

二毡三油防水层(绿豆砂保护层) 0.35 kN/㎡ 冷底子油热玛蹄脂 0.05 kN/㎡ 20mm厚1：2水泥砂浆找平 0.02 ×20=0.4 kN/㎡ 100～140厚(2%坡度)膨胀珍珠岩 (0.1+0.14)×7/2=0.84 kN/㎡ 100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/㎡ 15mm厚纸筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/㎡ 共计 4.38 kN/㎡ 屋面恒载标准值为：

（52+0.24）×（7.8×2+2.7+0.24）×4.38=4242.16 kN (2) 楼面均布恒载 按楼面做法逐项计算

25厚水泥砂浆找平 0.025×20=0.05 kN/㎡ 100厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/㎡ 15厚纸筋石灰抹灰 0.015×16=0.24 kN/㎡ 共计 3.24 kN/㎡

5

西京学院本科毕业设计（论文） 楼面恒载标准值为：

（52+0.24×7.8×2+2.7+0.24）×3.24=3180.04 kN (3) 屋面均布活载

计算重力荷载代表值时，仅考虑屋面雪荷载： 0.2×（52+0.24×7.8×2+2.7+0.24）=197.71 kN (4) 楼面均布活荷载

楼面均布活荷载对于办公楼一般房间为22.0KN/ m2，走道、消防楼梯为2.5 kN/m2，为计算方便，偏安全的统一取均布活荷为2.5 kN/㎡。

楼面均布活荷载标准值为：

2.5×（52+0.24×7.8×2+2.7+0.24）=2421.32 kN (5) 梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱的抹灰重量） L1： b×h=0.3m×0.7m 长度7.2m 每根重量 0.7×7.2×25×0.02×2+0.3）=42.84 kN 根数 15×2×6=180根

L2： b×h=0.25m×0.45m 长度2.1m

每根重量 0.45×2.1×25×0.02×2+0.25）=6.85 kN 根数 15×6=90根

L3： b×h=0.25m×0.45m 长度3.4m

每根重量 0.45×3.4×25×0.02×2+0.25）=11.09 kN 根数 16×2×6=192根

L4： b×h=0.25m×0.4m 长度3.0m 每根重量 0.4×3×25×0.02×2+0.25）=8.7 kN 根数 8×6=48根

L5： b×h=0.25m×0.4m 长度1.8m 每根重量 0.4×1.8×25×0.02×2+0.25）=5.22 kN 根数 8×6=48根

L6： b×h=0.3m×0.7m 长度7.4m 每根重量 0.7×7.4×25×0.02×2+0.3）=44.03 kN 根数 4×6=24根

Z1： 截面 0.6×0.6 ㎡ 长度4.7m 每根重量 （0.6+0.02×2）2×4.7×25=48.13 kN

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西京学院本科毕业设计（论文） 根数 14×4=56根

Z2： 截面 0.6×0.6 ㎡ 长度3.6m 根重量 （0.6+0.02×2）2×3.6×25=36.86 kN 根数 14×4×8=448根

表2-1 梁柱自重

梁（柱）编 号 L1 L2 L3 L4 L5 L6 Z1 Z2 截面（m2） 长度（m） 根数 0.3×0.7 0.25×0.45 0.25×0.45 0.25×0.4 0.25×0.4 0.3×0.7 0.6×0.6 0.6×0.6 7.20 2.1 3.4 3.0 1.8 7.40 4.7 3.6 180 90 192 48 48 24 56 448 每根重量（kN） 42.84 6.85 11.09 8.70 5.22 44.03 48.13 36.86 (6) 墙体自重

外墙墙厚240mm，采用瓷砖贴面；内墙墙厚120mm，采用水泥砂浆抹面，内外墙均采用粉煤灰空心砌块砌筑。

单位面积外墙体重量为：7.0×0.24=1.68 kN/㎡ 单位面积外墙贴面重量为：0.5 kN/㎡

单位面积内墙体重量为：7.0×0.12=0.84 kN/㎡

单位面积内墙贴面重量为（双面抹面）：0.36×2=0.72 kN/㎡

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西京学院本科毕业设计（论文） 表2-2 墙体自重

墙体 每片面积（m2） 3.4×4.25 外 3.0×4.30 底 层 纵 墙 内 墙 墙 1.8×4.30 7.4×4.00 3.4×4.25 3.0×4.30 7.2×4.0 2.1×4.25 7.2×4.0 3.4×3.15 4 2 16 2 4 2 16 16 个数 16 4 重量（KN） 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 388.41 115.6 86.69 25.8 52.01 15.48 99.56 29.6 194.21 166.46 21.67 18.78 96.77 82.94 15.0 12.85 387.07 331.78 287.89 85.68 718.85 207.56 400.92 881.46 底 层 横 墙 外 墙 内 墙 外 墙

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西京学院本科毕业设计（论文）

墙体 每片面积（㎡） 3.0×3.20 外 墙 其 他 层 纵 墙 内 墙 1.8×3.20 7.4×2.90 7.2×2.90 2.1×3.15 7.2×2.90 2 1 4 2 16 3.0×3.20 2 3.4×3.15 16 11.80×3.20 7.4×2.90 个数 4 4 2 重量（kN） 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 64.51 19.2 38.71 11.52 72.11 21.46 143.94 123.38 16.13 13.82 9.68 8.29 18.03 15.45 140.37 41.76 22.23 6.12 280.62 233.86 514.48 210.48 351.69 601.08 其 他 层 横 墙 外 墙 内 墙 9

西京学院本科毕业设计（论文） (7) 荷载合计:

顶层重力荷载代表值包括屋面恒载+50%屋面雪载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重。

Q顶层恒载1：4242.16kN

Q顶层活载2：193.71kN

Q顶层梁自重3：L1L2L3L4L5L6+++++=42.84×30+6.85×15+11.09×32+8.7×8+5.22×8+44.03×4=2030.31kN

顶层柱自重

Q4：36.86×56=2064.16kN

Q顶层墙自重5：601.08+351.69+210.48+514.48=1677.73 kN G6'Q1QQQQ=+1/22+3+1/24+1/25=9759.58 kN

其他层重力荷载代表值包括楼面恒载+50%活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重。

G5'=3138.04+1/2×2421.32+42.84×30+6.85×15+11.09×32+1677.73=8120.9 kN

G5'?G4'?G3'?G2'?G1'8120.9 kN

=3138.04+1/2×2421.32+42.84×30+6.85×15+11.09×32+8.7×8+5.22

×8=8567.52kN

门窗荷载计算

M-1、M-2采用钢框门，单位面积钢框门重量为0.4kN/㎡ M-3、M-4采用木门，单位面积木门重量为0.2 kN/㎡

C-1、C-2、C-3、C-4、C-5、C-6均采用钢框玻璃窗，单位面积钢框玻璃窗重量为0.45 kN/㎡

表2-3 门窗重量计算

层号 门窗号 M-1 M-2 底层 M-3 C-1 C-2 C-4 单位面积（m） 1.5×2.7 1.5×2.1 0.9×2.4 0.9×1.8 1.0×1.8 2.4×1.8 2数量 3 2 13 2 4 18 重量(kN) 4.86 2.52 5.62 1.46 3.24 34.99 64.35 10

西京学院本科毕业设计（论文） C-5 层号 门窗号 M-3 二 至 六 层 M-4 C-2 C-3 C-4 C-5 C-6 1.8×1.8 单位面积（m2） 0.9×2.4 1.5×2.4 1.0×1.8 1.5×1.8 2.4×1.8 1.8×1.8 3.0×1.8 G1=10699.07 kN

8 数量 10 6 4 2 16 8 2 11.66 重量(kN) 6.05 4.32 3.24 2.43 34.99 11.66 4.86 67.55 (8)底层墙体实际重量：

建筑物总重力荷载代表值：

?Gi6i?43564.35kN

2.1.5 水平地震作用下框架的侧向位移验算 (1) 横向线刚度 混凝土 C30

EC?3?107 kN/㎡

在框架结构中，有现浇楼面或预制板楼面。而现浇板的楼面，板可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。为考虑这一有利作用，在计算

III梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取=1.50（0为梁的截面惯性矩）。

II对中框架取=2.00。若为装配楼板，现浇层的楼 图2-5 质点重力荷载值面，

IIII则边框架梁取=1.20，对中框架取=1.50。(2) 横向框架柱的侧移刚度D值

柱线刚度列于表2-4，横向框架柱侧移刚度D值计算见表2-5。 (2) 横向框架自振周期

按顶点位移法计算框架的自振周期。顶点位移法是求结构基本频率的一种近似方法。将结构按质量分布情况简化为无限质点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基本公式。

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西京学院本科毕业设计（论文） 表2-4 柱线刚度

柱号 Z Z1 截面 （m2） 0.6×0.6 0.6×0.6 柱高度 （m） 4.7 3.6 线刚度 EIbh3（m4） Kc?c（kN·m） I0?h1210.8×10-3 10.8×10-3 6.89×104 9.00×104 惯性矩 Z2 表2-5横向框架柱侧移刚度D值计算

柱 类 项 型 层 数 边框架边柱 边框架中柱 中框架边柱 中框架中柱 ?D 边框架边柱 边框架中柱 中框架边柱 中框架中柱 ?D K?K??Kb(一般层) 2Kc?Kb(底层)KcK （一般层）2+K0.5?K??(底层)2+K??D??Kc12(kN/m) 2h根数 4 4.95?0.718 6.890.448 16768 底 层 3.17?4.95?1.179 6.896.6?0.958 6.890.528 19762 4 0.493 18452 24 6.6?4.22?1.57 6.890.580 1109984 21709 24 4.95?4.95?0.55 2?9.0(4.95?3.17)???0.902 2????(6.6?6.6)???0.733 2????0.216 18000 4 二 至 六 层 0.311 25917 4 0.268 22333 24 (6.6?4.22)???1.202 2????0.375 1461660 31250 24 这样，只要求出结构的顶点水平位移，就可以按下式求得结构的基本周期：[9]T1?1.7?0?T ?式中0——基本周期调整系数，考虑填充墙使框架自振周期减少的影响，

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西京学院本科毕业设计（论文） 取0.6；

?T——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位移；

?T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假想框架顶点位移。然后

TT由?T求出1，再用1求出框架结构的底部剪力，进而求出框架各层剪力和结构真正的位移。横向框架顶点位移计算见表2-6。

表2-6 横向框架顶点位移

层次 6 5 4 3 2 层间相对位移Gi（kN） ?Gi（kN） Di（kN/m） ?i??GiDi ?? ii?1n9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 38891.88 48705.18 58518.48 68331.78 78145.08 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1109984 0.0266 0.0333 0.0400 0.0467 0.0534 0.0800 0.28 0.2534 0.2201 0.1801 0.1334 0.0800 1 10699.07 88844.15

T1?1.7?0?T=1.7×0.6×?0.3196?0.577 (3) 横向地震作用计算

在I类场地，8度设防区，设计地震分组为第二组情况下，结构的特征周期Tg?max[6]=0.25s，水平地震影响系数最大值=0.16。

TT由于1=0.577＞g=1.4×0.25=0.35（s），应考虑顶点附加地震作用。 按底部剪力法求得的基底剪力，若按三角形分布。

对一般层，这种分布基本符合实际。但对结构上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对于周期比较长的结构相差更大。地震的宏

?观震害也表明，结构上部往往震害很严重。因此，n即顶部附加地震作用系数

?考虑顶部地震力的加大。n考虑了结构周期和场地的影响。且修正后的剪力分布与实际更加吻合。

Fi?GiHiFEK?GiHi分配给各层，则水平地震作用呈倒

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西京学院本科毕业设计（论文） ?n=0.08T1+0.01=0.08×0.577+0.01=0.0562 结构横向总水平地震作用标准值：

FEK=（

Tg??max/ ）××0.85i?1T14Gi

=（0.25/0.850）0.9×0.16×0.85×88844.15=5691.88kN 顶点附加水平地震作用：

?Fn?nFEK==0.068×5681.88=387.05kN

Fi?GiHi各层横向地震剪力计算：

?GHjj?14FEK(1??n)j

横向框架各层水平地震荷载作用下的地震剪力见图2-7。

Fi?各层横向地震剪力计算：

GiHi?GHjj?14FEK(1??n)j

横向框架各层水平地震荷载作用下的地震剪力见图2-7。

表2-7 各层水平地震荷载作用下的地震剪力

层次 6 5 4 3 2 1 h（ im）Hi Gi GiHi（m） （kN） 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 ?kN?m? GiHi Fi Vi 3.6 22.7 3.6 19.1 3.6 15.5 3.6 11.9 3.6 6.5 8.3 222762 0.133 187434 0.112 152106 0.091 116778 0.070 81450 0.050 ?GjHjj?17（kN） （kN） 714.48 3884.23 601.66 4485.89 488.85 4974.74 376.04 5350.78 268.6 5619.38 4.7 10669.07 50145 0.030 161.16 5780.54 F?F?F注：表中第6层i中加入了n，其中n =387.05kN。 (4) 横向框架抗震变形验算 详见表2-8。

表2-8 横向框架抗震变形验算

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西京学院本科毕业设计（论文）

层间剪力层次 Vi 层间刚度Di （kN） 6 5 4 3 2 1 3884.23 4485.89 4974.74 5350.78 5619.38 5780.54 （kN） 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1109984 层间位移Vi Di（m） 0.00266 0.00307 0.0034 0.00366 0.00384 0.00521 层高 hi 层间相对弹性转角?e 1/1353 1/1173 1/1058 1/983 1/938 1/691 ：层

（m） 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 4.7 注

间弹性相对转角均满足要求。1/550）

?e＜[

?e]=1/450。（若考虑填充墙抗力作用为

2.1.6 水平地震作用下横向框架的内力分析

本设计取中框架为例，柱端计算结果详见表2-9。地震作用下框架梁柱弯矩，梁端剪力及柱轴力分别见表2-10、图2-7，图2-8。

表2-9 C轴柱（边柱）柱端弯矩计算

层间剪层间刚层 层高 力度 次 h Vi(kN)Di 6 3.6 5 3.6 4 3.6 3 3.6 2 3.6 1 4.6

注：表中：y?y0?y1?y2,3 Vim?VCDim/Di

3884.23 4485.85 4974.74 5350.78 5619.38 5780.54 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1109984 VimDim K y M上 (m) 0.45 0.45 0.5 116.82 136.62 136.8 M下 22333 59 22333 69 22333 76 22333 82 22333 86 18452 96 0.733 0.733 0.733 0.733 0.733 0.958 95.58 111.78 136.8 0.5 147.6 147.6 0.5 154.8 154.8 0.6157.9293.5 2 28 15

西京学院本科毕业设计（论文） M下?VimyihiM上?Vim?1?yi?hi

表2-10 D轴柱（中柱）柱端弯矩计算

层间剪层间刚层层 力 度 高 次 DiVi(KN)h 6 3.6 3884.23 1461660 5 3.6 4485.85 1461660 4 3.6 4974.74 1461660 3 3.6 5350.78 1461660 2 3.6 5619.38 1461660 1 4.6 5780.54 1109984 y M上 (m) 0.5 149.4 Dim Vim K M下 31250 31250 31250 31250 31250 21709 1.202 1.2096 2 101.206 2 111.205 2 121.200 2 111.57 3 83 149.4 172.0.5 172.8 8 190.0.5 190.8 8 0.5 207 0.5 216 0.6 207 216 212.4318.4 66 2.1.7 竖向荷载作用下横向框架的内力分析

图2-11 荷载折减示意图

(1) 荷载计算

a?4.0?1/2?2.0m

??a/l?2.0/7.8?0.26

1?2?2??3?1?0.135+0.018=0.883

第6层梁的均布线荷载

16

西京学院本科毕业设计（论文） CD跨：

屋面均布恒载传给梁 4.38×4.0×0.883=17.52kN/m 横梁自重（包括抹灰） （0.3+0.02×2）×0.7×25=5.95kN/m 恒载： 23.47kN/m DE跨：

屋面均布恒载传给梁 4.38×4.0×0.883=17.52kN/m 横梁自重（包括抹灰） （0.25+0.02×2）×0.45×25=3.26kN/m恒载： 20.78kN/m 第2～5层梁均布线荷载 CD跨：

楼面均布恒载传给梁 3.24×4.0×0.883=12.96kN/m 横梁自重（包括抹灰） （0.3+0.02×2）×0.7×25=5.95kN/m 无横墙

恒载： 18.91kN/m DE跨：

楼面均布恒载传 3.24×4.0×0.883=12.96kN/m 横梁自重（包括抹灰） （0.25+0.02×2）×0.45×25=3.26kN/m 恒载： 16.22kN/m 第2～5层集中荷载：

纵梁自重（包括抹灰）： （0.25+0.02×2）×0.45×25×4.0=13.05 kN 外纵墙自重（包括抹灰）： （1.68+0.72）×3.6×（4.0-0.60）=26.68 kN 内纵墙自重： （0.84+0.72）×3.6×（4.0-0.60）=19.09 kN 柱自重（包括抹灰）： 0.64×0.64×3.6×25=36.68 kN 总计： 95.68 kN 第1层梁均布线荷载:

CD跨恒载： 18.91kN/m

DE跨恒载： 16.22kN/m 第1层集中荷载：

纵梁自重（包括抹灰）： 13.05 kN 纵墙自重（包括抹灰）： 16.22 kN 柱自重（包括抹灰）： 48.13 kN

17

西京学院本科毕业设计（论文） 总计： 106.95 kN 活荷载计算： 屋面梁上线活荷载:

q1?0.883?4.0?0.5?1.77kN/m

楼面梁上线活荷载

q2?0.883?4.0?2.5?8.83kN/m

(2) 用弯矩分配法计算框架弯矩

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

a.固端弯矩计算 1)恒荷载作用下内力计算

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表2-12。

表2-12固端弯矩计算

层数 简图 边跨框架梁 23.47kN/m顶层 121ql=??23.47kN/m21212?7.82m2??118.99kNm ?121ql=??18.91kN/m21212?7.82m2??95.87kNm ? 中间跨框架梁 18.91kN/m底层 20.78kN/m顶层 121ql=??20.78kN/m21212?2.72m2??12.62kNm ? 18

西京学院本科毕业设计（论文） 16.22kN/m底层 121ql=??16.22kN/m21212?2.72m2??9.85kNm ?2)活荷载作用下内力计算

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表2-13。

表2-13固端弯矩计算

层数 简图 边跨框架梁 1.77kN/m顶层 121ql=??1.77kN/m21212?7.82m2??8.97kNm ?121ql=??8.83kN/m21212?7.82m2??44.77kNm ?中间跨框架梁 8.83kN/m底层 1.77kN/m顶层 121ql=??1.77kN/m21212?2.72m2??1.08kNm ?8.83kN/m底层 121ql=??8.83kN/m21212?2.72m2??5.36kNm ?b.分配系数计算

各杆端分配系数见表2-14。

表2-14各杆端分配系数

层号 节点C各杆端分配系数 顶层 C6C5 0.58 C6D6 0.42 节点D各杆端分配系数 D6D5 0.51 D6C6 0.37 D6E6 0.12 标准C5C6 0.37 C8C7 0.37 D5D6 0.34 D5D4 0.34 19

西京学院本科毕业设计（论文） 层 底层 C5D5 0.26 C1C2 0.4 D5C5 0.25 D5E5 0.07 C1C0 0.31 D1D2 0.37 D1D0 0.28 D1C1 0.27 D1E1 0.08 C1D1 0.29 c.传递系数

远端固定，传递系数为1/2； d.弯矩分配

恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图2-15； 活荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图2-16；

竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒荷载及活荷载弯矩见图2-13，图2-15中括号内数值。

图2-15 恒载弯矩分配图

上柱 0.37 16.56 8.28 -4.30 -2.15 1.24 19.63 0.37 16.56 8.28 -4.31 -2.15 1.24 19.62 0.37 16.56 8.28 -4.31 -2.15 1.24 19.62 0.37 下柱 0.37 16.56 8.28 -4.30 -2.16 1.24 19.62 0.37 16.56 8.28 -4.31 -2.15 1.24 19.62 0.37 16.56 8.28 -4.31 -2.15 1.24 19.62 0.37 右梁 0.26 -44.77 11.65 -4.93 -3.03 0.95 0.87 -39.25 0.26 -44.77 11.65 -4.92 -3.03 0.95 0.87 -39.25 0.26 -44.77 11.65 -4.93 -3.03 0.95 0.88 -39.25 0.26 -44.77 左梁 0.25 44.77 -9.85 65.83 层 1.89 -1.52 -0.25 40.87 0.25 44.77 -9.85 55.82 层 1.89 -1.51 -0.26 40.86 0.25 44.77 -9.85 45.83 层 1.89 -1.52 -1.26 40.86 30.25 层 44.77 20

上柱 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.23 -0.34 -16.64 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.36 -16.61 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.35 -16.6 0.34 下柱 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.34 -16.59 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.36 -16.61 0.34 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.35 -16.6 0.34 右梁 0.07 -5.36 -2.76 0.53 -0.06 -7.65 0.07 -5.36 -2.76 0.54 -0.07 -7.65 0.07 -5.36 -2.76 0.54 -0.07 -7.65 0.07 -5.36 西京学院本科毕业设计（论文） 16.56 8.28 -4.31 -2.15 1.29 19.67 0.37 16.56 8.28 -4.55 -2.15 0.64 18.78 0.4 17.91 8.28 -1.18 -2.28 0.9 23.63

16.56 8.28 -4.31 -2.28 1.29 19.54 0.37 16.56 8.96 -4.55 -0.59 0.64 21.02 0.31 13.88 -0.92 0.70 13.66 11.65 -4.92 -3.02 0.95 0.90 -39.21 0.26 -44.77 11.65 -4.93 -3.20 1.02 0.44 -39.79 0.29 -44.77 12.98 -5.32 -0.86 0.03 0.65 -37.29 -9.85 5.83 1.89 -1.51 -0.29 40.84 0.25 44.77 -9.85 5.82 2 2.04 层 -1.60 0.07 41.25 0.27 44.77 -10.64 6.49 10.05 层 -0.43 -0.26 40.67 -13.40 -6.7 2.57 1.28 -0.39 -16.64 0.34 -13.40 -6.7 2.78 1.28 0.10 -15.94 0.37 14.58 -6.7 0.08 1.39 -0.36 -21.2 -13.40 -6.7 2.57 1.39 -0.39 -16.53 0.34 -13.40 -7.29 2.78 0.04 0.10 -17.77 0.28 -11.03 0.06 -0.17 -10.97 -2.76 0.54 -0.08 -7.66 0.07 -5.36 -2.76 0.57 0.02 -7.53 0.08 -5.36 -3.15 0.02 -0.01 -8.49 C图2-16活载弯矩分配

D (3) 梁端剪力及柱轴力的计算

V?Vq?Vm梁端剪力： 1V?qlVq2式中：—— 梁上均布荷载引起的剪力，M左?M右；

Vm?Vml —— 梁端弯矩引起的剪力，。 柱轴力： N?V?P 式中：V—— 梁端剪力； P—— 节点集中力及柱自重。

CD跨：五六层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。 由图2-15查得梁上均布荷载为：

第五层：q=18.91kN/m

21

西京学院本科毕业设计（论文） 集中荷载 95.68kN 柱自重36.86kN 第六层：q=23.47kN/m

由图2-15查得：

M五层梁端弯矩： 左=88.72kN·m（70.98kN·m）

M 右=99.57kN·m（79.656kN·m）

M六层梁端弯矩： 左=85.76kN·m（68.61kN·m）

M 右=99.57kN·m（79.368kN·m）

括号内为调幅的数值。 1VqCVqD2ql六层梁端剪力： = ==1/2×23.47×7.8=91.53kN

调幅前：VCVqDVmD= +=91.53-1.72=89.81kN VDVqDVmD= -=91.53+1.72=93.25kN

V?VmD??1.38kN调幅后：mC VCVqCVmC= +=91.53-1.38=90.15kN VDVqDVmD= -=91.53+1.38=92.91kN 1VqCVqD2ql同理可得五层梁端剪力： = ==1/2×18.91×7.8=73.75kN

VmC?VmD85.76?99.21???1.72kN7.8

调幅前：

VmC?VmD88.72-99.57???1.397.8

VCVqCVmC= +=73.75-1.39=72.36kN VVV D=qD -mD=73.75+1.39=75.14kN

V?VmD??1.11调幅后：mCkN

VVV C=qC +mC=73.75-1.11=72.64kN

VVV D=qD -mD=73.75+1.11=74.86kN

N六层C柱柱顶及柱底轴力：顶=V?P =90.15+0=90.15kN

N 底=90.15+36.86=127.01kN

N五层C柱柱顶及柱底轴力：顶=90.15+73.26+95.68=258.19kN

N 底= 258.19+36.86=295.05kN

其他层梁端剪力及柱轴力计算见表2-17，表2-18。 3.1.8 内力组合

22

西京学院本科毕业设计（论文） (1) 框架梁内力组合 在恒载和活载作用下，跨间

M?M右1Mmax?ql2?左82

Mmax可以近似取跨中的M代替：

式中

M左、

M右——梁左、右端弯矩，见图2-13、2-15括号内数值。

1212qlqlM

跨中M若小于16应取＝16

在竖向荷载与地震组合时，跨间最大弯矩所示。

MGC采用数解法计算，如图2-16

MEE左震qMGEEREMEEMGE2l1/8qMEFFMGFRFMGFMEFqlqllM左+M右M左/M右/-1/2ql221/2qlM左-M右l==X1++21/2ql+-1/2ql2M左-M右l++-V右/V左+

-V右V左+/

图2-17 框架梁内力组合图 图2-18 调幅前后剪力值变化

ql1RRMMMM对D作用点取矩： C＝2-l(GD - GC+EC +ED qx2x处截面弯矩为： M=RCx-2- MGC+ MEC dMdxx1Mmaxx1RC=

由将

=0,可求得跨间的位置为

q

代入任一截面x处的弯矩表达式,可得跨间最大弯矩为：

RA2MMMM max=GC= 2q- GC+ EC

23

西京学院本科毕业设计（论文） qx2MM=2- GC+ EC

MM当右震时公式中EC、ED反号。 MGCx1RMx及的具体数据见表2-19,表中C、GC、1均有两组数据。

Mx表2-19 GE及1值计算 q 1.2（恒+活） 1.3地震 项目 MGCMGDMECMED 跨 （kN/m） （kN/m） （kN/m） （kN/m） （kN/m） 6 CD 跨 5 4 3 2 1 6 DE 跨

86.42 104.02 99.25 99.65 99.65 99.66 26.83 17.12 17.70 17.95 17.95 17.94 99.39 114.57 104.25 103.32 103.32 103.32 26.83 17.12 17.70 17.95 17.95 17.94 68.80 130.57 190.44 252.95 301.86 323.15 32.89 72.10 109.33 131.60 164.81 184.34 51.35 112.76 171.0 205.83 254.05 288.34 32.89 72.10 109.33 131.60 164.81 184.34 29.23 27.99 26.0 5 4 3 2 1 24.76 续表2-19 项目 跨 6 CD 跨 5 4 3 2 1 5.6 l （kN/m） RC x1 MGE （kN/m） 96.93/105.58 76.57/112.29 62.12/129.47 49.87/141.96 37.42/154.41 30.30/161.53 （kN/m） 3.32/3.61 2.74/4.01 2.22/4.63 1.78/5.07 1.34/5.52 1.08/5.77 （kN/m） 173.69/203.65 112.57/235.79 73.93/304.44 48.10/363.67 28.68/429.58 20.06/469.75 24

西京学院本科毕业设计（论文） 6 5 2.5 10.74/39.59 -19.98/74.15 -47.56/101.30 -64.05/117.61 -88.66/142.22 -103.12/156.69 0.41/1.52 -0.81/2.99 -1.92/4.09 -2.59/4.75 27.92/30.14 54.98/54.98 91.63/91.63 113.9/113.9 DE 4 3 跨 2 1

-3.58/5.74 146.86/146.86 -4.16/6.33 166.4/166.4 梁内力组合见表2-20

表2-20 梁内力组合表

层位次 置 内力 荷载类别 恒载 ① -67.34 活载 地震荷② -31.4 载③ 竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② -124.77 1.2(①+0.5②)±1.3③ 153.31 -352.60 172.42 102.51 -149.55 158.77 M 6 C右?194.58 V 73.44 34.27 49.02 -69.75 158.33 136.11 D左 M V M -32.7 -129.48 -309.15 137.48 -22.85 173.48 113.65 74.14 34.65 49.02 -11.9 -6.12 ?101.23 D右6 V MCD21.9 11.92 96.41 42.97 跨中 MDE 75.27 29.84 132.1 363.67 48.10 7.39 -67.34 3.42 13.66 -401.40 5 C右 M -31.4 ?232.12 -124.77 202.11 25

西京学院本科毕业设计（论文） V 73.44 34.27 59.39 -69.76 -32.69 195.42 136.11 185.90 150.72 -182.77 190.39 D左 M V M -129.48 -357.37 137.48 -22.85 186.97 146.86 74.14 34.65 59.39 -11.9 -6.12 ?126.78 D右 V MCD21.9 11.92 120.74 42.97 中 MDE跨 M C右75.26 34.58 138.72 429.58 28.68 7.39 2.85 12.86 -261.17 230.85 185.03 -173.74 209.00 67.35 -31.4 ?248.58 36.86 385.13 V 73.47 34.27 93.94 -69.75 -32.69 136.14 D左 M V 221.8 -129.47 -391.65 137.47 5.7 192.87 194.94 74.13 34.65 63.94 11.89 -6.12 ?141.8 4 D右M V MCD21.9 11.92 135.05 42.97 跨中 MDE 75.26 24.58 124.72 469.75 20.06 7.39 2.82 -31.37 12.82 -469.30 3 C右 M -67.3 ?284.4 -124.68 270.14 26

西京学院本科毕业设计（论文） V 73.44 34.27 -32.67 73.2 242.66 73.2 136.11 203.85 212.22 -219.64 225.51 D左 M V M -69.7 -129.38 137.48 -22.86 -418.7 204.92 183.72 74.14 34.65 -11.9 -6.13 ?155.14 D右 V MCD21.9 11.92 147.75 42.97 中 MDE跨 + M 75.31 22.84 122.35 526.02 11.44 7.39 -68.26 2.62 -31.83 12.54 -494.13 209.93 231.11 -232.07 237.68 7.52 ?302.4 -126.47 292.11 C右 V 73.47 34.29 77.84 -70.44 258.03 136.17 D左 M V M -33 -130.73 -439.77 137.40 -22.42 210.89 196.86 74.1 34.63 77.84 -11.66 -6.02 ?164.97 2 D右 V MCD21.9 11.92 157.11 42.97 跨中 MDE 74.46 22.58 120.96 558.17 7.39 -63.99 2.62 -29.83 12.54 -501.22 1 C右 M ?312.72 -118.55 311.85 27

西京学院本科毕业设计（论文） V 73.21 34.09 79.73 -68.22 -32.54 261.35 135.58 211.96 238.37 -237.41 240.30 9.54 D左 M V M -127.42 -441.14 138.13 -25.62 213.89 197.03 74.43 34.87 79.73 -13.43 -6.79 ?167.09 D右 V MCD21.9 11.92 159.13 42.97 中 MDE跨 77.71 23.38 125.99 583.54 7.39 2.62 12.54

注：表中恒载和活载的组合,梁端弯矩取调幅后的数值,剪力取调幅前的较大值。图中M左、M右为调幅前弯矩值，M左′、M右′为调幅后弯矩值。剪力值应取V左和V左′具体数值见表2-16

(2) 柱内力组合

框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面组合结果见表2-22、表2-23。表中系数?是考虑计算截面以上各层活载不总是同时满布而对楼面均布活载的一个折减系数，称为活载按楼层的折减系数，取值见表2-21。 表2-21活荷载按楼层的折减系数?

墙,柱,基础计算截面以上的层数 计算截面以上各楼层 活荷载的折减系数 1 1.00 (0.90) 2～3 4～5 5～6 ＞20 0.85 0.70 0.65 0.55 表2-22 C柱内力组合表

层位内次 置 力 6 柱M 荷载类别 恒载 ① 42.09 活载② 19.62 地震荷载③ 116.82 28

竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② 1.2(①+0.5②)±1.3③ 77.98 -89.59 214.15 西京学院本科毕业设计（论文） 顶 N 596.25 109.84 柱116.53 869.28 -77.99 913.51 77.98 1120.20 -77.98 1164.43 77.98 0371.13 -78.12 1415.36 77.67 1622.05 -74.62 1666.29 83.49 1873.04 -93.922 1917.27 54.27 2136.96 -27.55 2194.71 629.92 61.97 661.15 -115.33 763.21 83.03 807.45 -115.56 903.61 115.43 947.84 -129.84 1031.96 132.29 1076.19 -134.57 1154.32 126.22 1198.55 -161.95 1287.32 359.27 1345.07 932.89 -186.54 990.13 239.89 1264.61 -207.59 1290.84 240.12 1553.25 -240.25 1597.48 253.92 1871.91 -251.47 1916.14 267.91 2196.66 -276.26 2240.89 248.64 2536.95 -403.26 2594.71 M -42.09 -19.63 ?95.58 126.53 136.62 185.92 底 N 633.11 109.84 柱5 M 42.09 19.62 顶 N 765.37 144.11 柱M -42.09 -19.62 ?111.78 185.92 136.8 249.86 底 N 802.23 144.11 柱4 M 42.09 19.62 顶 N 柱934.5 178.38 M -42.19 -19.64 ?136.8 249.86 147.6 323.06 底 N 971.36 178.38 柱3 M 41.93 19.54 顶 N 1103.62 212.65 柱M -40.27 -18.78 ?147.6 323.06 154.8 400.9 底 N 1140.48 212.65 柱2 M 45.05 21.02 顶 N 1272.77 246.94 柱M -50.7 -23.63 ?154.8 400.9 157.92 480.63 底 N 1309.63 246.94 柱1 M 29.29 13.66 顶 N 1452.93 281.03 柱M -14.86 -6.94 ?293.28 480.63 底 N 1501.06 281.03 表2-22 D柱内力组合表

层位内次 置 力 柱荷载类别 恒载 ① 活载② 地震荷载③ 149.4 126.9 竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② 1.2(①+0.5②)±1.3③ -66.62 1045.26 66.65 -247.57 761.21 247.58 140.57 1091.15 -140.86 M -36.16 -16.59 697 36.16 148.84 16.61 6 顶 N 柱M ?119.4 29

西京学院本科毕业设计（论文） 底 N 734.26 148.84 柱5 M -36.16 -16.61 126.9 172.8 188.25 1089.49 -66.65 1640.52 66.64 1384.53 -66.64 1931.03 64.00 1680 -66.35 1931.03 64.00 1975.26 -71.35 2226.23 82.38 2270.45 -44.76 2535.66 22.19 2593.41 805.45 -278.0 939.47 278.00 983.48 -301.40 1105.02 301.51 1149.25 -322.23 320.35 132.29 1310.34 -337.94 1421.01 346.22 1465.23 -312.15 1589.79 432.03 1647.55 1135.39 171.28 1428.92 -171.28 1472.93 194.68 1779.35 -194.57 1823.58 215.97 2134.27 -217.85 2178.51 223.66 2495.28 -215.38 2539.19 240.19 2870.19 -396.49 2928.26 顶 N 889.12 195.47 柱M 36.17 16.6 ?172.8 188.25 190.8 259.36 底 N 柱4 925.8 195.41 M -36.17 -16.6 顶 N 1080.83 241.98 柱M 36.24 16.64 ?190.8 259.36 207 333.91 底 N 1117.69 241.98 柱3 M -36.01 -16.53 顶 N 1272.55 288.55 柱M 34.74 15.94 ?207 333.91 216 413.18 底 N 1309.41 288.55 柱2 M -38.73 -17.77 顶 N 1464.24 335.1 柱M 43.92 21.2 ?216 413.19 212.44 492.58 底 N 1501.09 335.1 柱1 M -24.8 -10.97 顶 N 1667.51 381.89 柱M 12.05 5.52 ?318.66 492.58 底 N 1715.64 381.89

2.1.9 截面设计

(1) 承载力抗力调整系数?RE

考虑地震作用时,结构构件的截面采用下面的表达式： S≤R/?RE

式中 ?RE——承载力抗力调整系数，取值见表2-23；

S——地震作用效应与其它荷载效应的基本组合；

R——结构构件的承载力。

注意在截面配筋时，组合表中地震力组合的内力均应乘以?RE后再与静力组合的内力进行比较，挑选出最不利组合。

30

西京学院本科毕业设计（论文） 材料 结构构件 梁 钢筋 混凝土 轴压比小于0.15的柱 轴压比不小于0.15的柱 抗震墙 各类构件 （2) 横向框架梁截面设计 1)底层框架梁 梁控制截面的内力: 按梁的跨度考虑

bf?l/3?7800/3?2600mmS按梁的净距n考虑 bf?b?(4000?300)?RE 受力状态 受弯 偏压 偏压 偏压 受剪、偏拉 0.75 0.75 0.80 0.85 0.85

=300+3700 =4000mm 图2-19 T形梁计算截面

hf'h按梁翼缘高度考虑，0=800-35=765mm hf'h0/=100/765=0.13>0.1 故翼缘不受限制。

bf'翼缘计算宽度取三者中较小值，即2600mm。

判别T形梁截面类型 ?1fcbf'hf'(h0?hf'/2)=1.0×14.3×2600×100×（765-100/2） =2658.37kN·m〉M 属于第一类T型截面。

2)梁的斜截面强度计算（见表2-25）

实验和理论分析证明，翼缘对提高T型截面梁的受剪承载力并不很显著，因此，《混凝土结构设计规范》规定，在计算T形截面梁的承载力时，仍取腹板宽度b并按矩形截面计算。

为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计值进行调整如下：

31

西京学院本科毕业设计（论文）

式中 ?A —— 剪力增大系数，对二级框架取1.05； lnll —— 梁的净跨，对第一层梁，nEF＝7.2m, nGE=2.1m； VGb

—— 梁在重力荷载作用下,按简支梁分析的梁端截面剪力设计值,

V??V(Mbl?Mbr)ln?VGb1 VGb?1.2(q恒?q活)?ln2；

Mbl,Mbr——分别为梁的左、右端顺时针方向或反时针方向截面组合的弯矩值。由表2-19查得：

CD跨：

lrMMbb顺时针方向 =311.85kN·m = -441.14kN·m lrMMbb逆时针方向 =-501.22kN·m =238.37kN·m

DE跨：

lM顺时针方向 b=±197.03kN·m

rMb逆时针方向 =237.41kN·m lrMMbb计算中+ 取顺时针方向和逆时针方向中较大值。

剪力调整:

CD跨：

Mbl+Mbr= 311.85+441.14=752.99kN·m ＞501.22+238.37=739.59kN·m VGb

=(18.91+0.5×8.33)×1.2×7.2=99.68kN·m DE跨：

Mbl+Mbr=197.03+237.04=434.07kN·m

=(18.91+0.5×8.33)×1.2×1/2×2.1=29.07 kN·m VC右?VD左=1.05×752.99/7.2+99.68=209.49 kN

VD右=1.05×434.07/2.1+29.07=246.11Kn

??0.85考虑承载力抗震调整系数RE ?REVC右?REVD左==0.85×209.49=178.07 kN ?REVD右=0.85×246.11=209.19 kN

表2-25 梁的斜截面强度计算

32

VGb

西京学院本科毕业设计（论文） 截面 设计剪力V′（kN） 支座C右 211.96 180.17 209.49 178.07 300×665 713.21×103＞V 支座D左 213.89 181.81 209.49 178.07 300×665 713.21×103＞V n=2; Φ=8 50.3 100 支座D右 240.30 204.26 246.11 209.19 300×465 370.91×103＞V n=2; Φ=8 50.3 80 ?RE?V'（kN） 调整后的剪力V（kN） ?RE?V（kN） b?h0 0.25fcbh0箍筋直径Φ（mm）肢数（n） n=2; Φ=8 Asv1 50.3 100 h0箍筋间距S（mm） 0.056ftbh0?1.25fyvnAsv'b?snAsv's335.37×10335.37×10214.59×10 3＞?RE·V 3＞?RE·V 3＜?RE·V 0.335 0.335 0.402 ?st?(%) ?s?min?0.025ft(%)fy 0.204 0.204 0.204 (2)标准层框架梁

取CD跨梁，梁控制截面的内力: 按梁的跨度考虑

bf?l/3?7800/3?2600mmS按梁的净距n考虑 bf?b?(4000?300)

=300+3700 =4000mm

33

西京学院本科毕业设计（论文） 按梁翼缘高度

hf'考虑，

h0=800-35=765mm

hf'h0/=100/765=0.13>0.1 故翼缘不受限制。

bf'翼缘计算宽度取三者中较小值，即2600mm。 判别T形梁截面类型

?1fcbf'hf'(h0?hf'/2)=2658.37kN·m〉M

=1.0×14.3×2600×100×（765-100/2）

属于第一类T型截面。

(2)梁的斜截面强度计算（见表2-27） 为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计值进行调整如下：

V??V(Mbl?Mbr)ln?VGb

由表2-19查得： CD跨：

lrMMbb顺时针方向 =292.11 kN·m =-439.77kN·m lrMMbb逆时针方向 =-494.13kN·m =231.11kN·m

DE跨：

lMb顺时针方向 =±196.86kN·m

rMb逆时针方向 =232.07kN·m lrMM计算中b+ b取顺时针方向和逆时针方向中较大值。

剪力调整

lrMMbbCD跨：+= 292.11+439.77=731.88kN·m ＞494.13+231.11=725.24kN·m

VGb

=(24.97+0.5×7.8)×1.2×7.2×1/2=99.68kN·m

lrMMDE跨： b+b=196.86+232.07=428.93kN·m =23.52×1.2×1/2×2.1=29.07 kN·m

VC右?VD左=1.05×731.88/7.2+99.68=206.41 kN

VF右=1.05×428.93/2.1+29.07=243.54 kN 考虑承载力抗震调整系数?RE=0.85

VGb

?REVC右??REVD右?0.85?206.41?175.45kN/m

?REVD右?0.85?243.54?207.01kN/m

34

西京学院本科毕业设计（论文） 若调整后的剪力值大于组合表中的静力组合的剪力值,则按调整后的剪力进行斜截面计算。

根据国内对低周期反复荷载作用下的钢筋混凝土连续梁和悬臂梁受剪承载力试验，反复加载使梁的受剪承载力降低。考虑地震作用的反复性，表中静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘0.85的降低系数。

表2-27第二层梁的斜截面强度计算

截面 设计剪力V′（kN） 支座C右 209.93 178.44 206.41 175.45 300×665 713.21×103＞V n=2; Φ=8 50.3 支座D左 210.89 179.26 206.41 175.45 300×665 713.21×103＞V n=2; Φ=8 50.3 支座D右 237.68 202.03 243.54 207.01 250×415 370.91×103＞V n=2; Φ=8 50.3 ?RE?V'（kN） 调整后的剪力（kN） ?RE?V（kN） b?h0 0.2fcbh0箍筋直径Φ（mm）肢数（n） Asv1 续表2-27 箍筋间距S（mm） 0.42ftbh0?1.25fyvnAsv'sh0100 335.37×103＞?REV 0.335 100 335.37×103＞?REV 80 214.59×103＜?REV 0.402 ?st?nAsv'b?s(%) 0.335 ?s?min?0.25ft(%)fy 0.204 0.204 0.204 (3) 柱截面设计 a.底层D柱截面设计

35

西京学院本科毕业设计（论文） ff22

混凝土等级为C30，c=14.3N/mm，t=1.43N/mm

ff纵筋为HRB335，y=300 N/mm2，箍筋为HPB235，y=210 N/mm2

1)轴压比验算 表2-28 轴压比限值 类别 框架柱 框架梁 抗震等级 一 0.7 0.6 二 0.8 0.7 三 0.9 0.8 由D柱内力组合表3-15查得:

NⅠ-Ⅰ=2539.50kN

NAfc?c=

=2539.50×103/(600×600×14.3)=0.30＜0.9

NⅡ-Ⅱ=2870.50kN

NAfc?c=

=2870.50×103/(600×600×14.3)=0.56＜0.9

NⅢ-Ⅲ=2928.26kN

NAfc?c=

=2928.26×103/(600×600×14.3)=0.680＜0.9

均满足轴压比的要求。

2)正截面承载力的计算

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

D柱截面计算: 二级框架

?Mc =1.1

?Mb

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西京学院本科毕业设计（论文） 式中 和；

和。

?Mc?Mb——节点上、下柱端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值之

——节点上、下梁端逆时针或顺时针截 面组合的弯矩设计值之

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

由于框架结构的底层柱过早出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力。同时，随着框架梁塑性铰的出现，由于塑性内力重分布，底层柱的反弯点具有较大地不确定性。因此，对一、二级框架底层柱底考虑1.5的弯矩增大系数。

第一层梁与D柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

?Mb：左震 441.14+197.03=638.17kN·m 右震 238.37+237.41=475.78kN·m ?Mb取=638.17kN·m

第一层梁与D柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-22查得 ?Mc：左震 346.22+312.15=658.37kN·m

右震 215.38+240.19=455.57kN·m

?Mb?Mc梁端取左震，也取左震： ?Mc?Mb=658.37kN·m＜1.1=1.1×638.17=701.99kN·m ?Mc取′=701.99kN·m ?Mc?Mc将和′的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即I-I、II-II截面）。 346.22?Mc???346.22?312.15=×（701.99-658.37）

=22.94 kN·m312.15

?Mc?????346.22?312.15=×（701.99-658.37） =20.68 kN·m

Mc???=346.22+22.94=369.16kN·m

M c?????=312.15+20.68=332.83kN·m

对底层柱底（III-III截面）的弯矩设计值应考虑增大系数1.5。 Mc???????=432.03×1.5=648.05 kN·m 根据D柱内力组合,选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数

37

西京学院本科毕业设计（论文） 后，各截面控制内力如下：

第一截面：①M=369.16×0.8=295.33kN·m N=1465.23×0.8=1172.18kN ②M=82.38kN·m N=2270.45kN

第二截面：①M=332.83×0.8=266.26kN·m N=1589.79×0.8=1271.83kN ②M=45.76kN·m N=2536.66kN

第三截面：①M=648.05×0.8=518.44kN·m N=1647.55×0.8=1318.04kN ②M=22.19kN·m N=2593.41kN

截面采用对称配筋，具体配筋见表2-29，表中：

Me0?N hea????mm取h?20mm30 0.5fcA?1??1N

?2?1.15?0.010?1,e??ei?0.5h?aslh?当h＜15时,取2=1.0

l0

??1?l(0)2?1?2e1400ihh0 1????N(大偏心受压)?1fcbh0

N??bbh0?1fc??bNe?0.45h02?1fcb?bh0?1fc?(0.08??b)(h0?as)（小偏心受压）

38

西京学院本科毕业设计（论文） xNe??1fcbx(h0?)2(大偏心受压)As?As??fy?(h0?as?)As?As??Ne??(1?0.5?)bh02fcmfy?(h0?as?)

(小偏心受压)

e式中 0—— 轴向力对截面形心的偏心距； ea—— 附加偏心距； ei—— 初始偏心距；

?1—— 偏心受压构件的截面曲率修正系数；

?2—— 考虑构件长细比对构件截面曲率的影响系数；

? —— 偏心距增大系数；

e—— 轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离；

?—— 混凝土相对受压区高度；

As?、As——受拉、受压钢筋面积。

表2-29 柱正截面受压承载力计算（底层）

截面 M(kN·m) N(kN) (mm) bh0(m2) e0l0Ⅰ-Ⅰ 295.33 1172.18 82.38 2270.45 5400 600×565 251.95 36.28 169.5 20 271.95 20 56.28 9 39

Ⅱ-Ⅱ 266.26 1271.83 45.76 2536.66 518.44 1318.04 5875 600×565 209.35 18.04 169.5 20 229.35 20 36.04 9.79 Ⅲ-Ⅲ 22.19 2593.41 600×565 393.34 8.56 169.5 20 413.34 20 28.56 9.79 (mm) (m0.3h0m) ea(mm) ei(mm) l0h

西京学院本科毕业设计（论文） ?1 1.0 1.0 1.120 304.58 1.0 1.0 1.581 88.98 1.0 1.0 1.169 268.11 1.0 1.0 2.073 74.71 1.0 1.0 1.094 452.19 0.993 1.0 2.345 66.97 ?2 ? ?ei(mm) e(mm) ? 偏心性质 As?As'(mm2)569.58 353.98 533.11 339.71 717.19 331.97 0.242 0.468 0.262 0.523 0.272 0.535 大偏心 大偏心 大偏心 大偏心 大偏心 大偏心 641 ＜0 403 ＜0 2264 ＜0 选筋 实配面积(mm) ?% 420 1256 0.63 228+322 2372 0.67 228+322 2372 0.67 3)斜截面承载能力计算

以第一层D柱为例，剪力设计值按下式调整：

Mcu?MclVC?1.1Hn

H式中n——柱净高； Mcu,Mcl——分别为柱上下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩设计值。

?Mc?Mb取调整后的弯矩值，一般层应满足 =1.1,底层柱底应考虑1.15的弯矩增大系数。

由正截面计算中第一截面、第三截面的控制内力得：

Mcu=332.83kN·m Mcl=648.05kN·m Hn=4.1m

332.83?648.05Vc?1.1??263.16kN4.1

V?(柱的抗剪承载能力:

A0.161fcbh0?fyvsvh0?0.056N)??1.5s?RE

式中 ?——框架的计算剪跨比，当?＞3，取?=3；

??Hn2h0，当?＜１时，取?=１

N——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当N＞0.3fcA 时取

40

西京学院本科毕业设计（论文） N=0.3fcA

??Hn4.1?103?3.63?3.02h0=2?565 取?=3.0

N=1589.79kN＞0.3fcA=1544.4kN 取N=1544.4kN

设柱箍筋为4肢Φ8﹫150,则

V?10.164?50.3(?14.3?600?565?300??5650.853?1.5150?0.056?1544.4?103)

=527.43kN＞263.16kN

同时柱受剪截面应符合如下条件：

Vc?1?RE(0.2fcbh0?c)

1(0.2?14.3?600?565)?1140.640.85即kN＞263.16kN

截面满足抗剪要求。

b.标准层D柱截面设计

ff混凝土等级为C30，c=14.3N/mm2，t=1.43N/mm2

ff纵筋为HRB335,y=300 N/mm2，箍筋为HPB235，y=210 N/mm2 1)轴压比验算 由D柱内力组合为:

NIV?IV=2495.28kN

?c=

NV?VNAfc=2495.28×103/(600×600×14.3)=0.485＜0.9

=2178.51kN

NAfc?c=

=2178.51×103/(600×600×14.3)=0.423＜0.9

均满足轴压比的要求。

2)正截面承载力的计算

第二层梁与D柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

41

西京学院本科毕业设计（论文） ?Mb：左震 439.77+196.86=636.63kN·m

右震 231.11+232.07=463.18kN·m ?Mb取=636.63kN·m

第二层梁与D柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-22查得 ?Mc：左震 320.25+337.94=658.19kN·m

右震 217.85+223.6=441.45kN·m

?Mb?Mc梁端取左震, 也取左震： ?Mc?Mb=658.19kN·m＜1.1=1.1×636.63=700.29kN·m ?Mc取′=700.29kN·m ?Mc?Mc将和′的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即IV-IV、V-V截面）。

320.25?McIV?IV320.25?337.94=×（700.29-636.63）=30.94 kN·m 337.94?McV?V320.25?337.94=×（7000.29-636.63）=32.69 kN·m Mc?V?IVMcV?V=320.25+30.94=351.19kN·m

=337.94+32.69=370.63kN·m

根据D柱内力截面控制内力如下:

第四截面：①M=351.19×0.8=280.95kN·m N=1310.34×0.8=1048.27kN ②M=71.35kN·m N=2226.23kN

第五截面：①M=370.63×0.8=296.50kN·m N=1421.01×0.8=1136.81kN ②M=64.0kN·m N=1975.26kN

截面采用对称配筋,具体配筋见表2-30中. 表2-30柱正截面受压承载力计算（标准层）

截面 M(kN·m) N(kN) 第五截面 280.95 1048.27 71.35 2226.23 42

第四截面 296.50 1136.81 64.0 1975.26 西京学院本科毕业设计（论文） l0(mm) 600×565 268.01 169.5 20 288.01 9.79 1.0 1.0 1.134 326.60 1.0 1.0 1.743 90.72 20 52.05 5875 600×565 32.05 260.82 169.5 20 280.82 9.79 1.0 1.0 1.138 319.57 1.0 1.0 1.738 91.07 20 52.40 32.40 (m2) e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h ?1 bh0?2 ? ?ei(mm) 续表2-30 e(mm) ? 偏心性质 As?As'(mm2)591.6 0.216 大偏心 559 355.72 0.459 大偏心 ＜0 420 1256 0.63 584.57 0.235 大偏心 594 356.07 0.407 大偏心 ＜0 选筋 实配面积(mm) ?% (3)斜截面承载能力计算

420 1256 0.63 以第二层柱为例，剪力设计值按下式调整： 由正截面计算中第Ⅳ-Ⅳ、Ⅴ-Ⅴ截面的控制内力得：

Mcu=351.19kN·m Mcl=519.33kN·m Hn=3.0m

Vc?1.1?351.19?519.33?319.15kN3.0

柱的抗剪承载能力:

V?(A0.161fcbh0?fyvsvh0?0.056N)??1.5s?RE

43

西京学院本科毕业设计（论文） ??Hn3.0?103?2.65?3.02h0=2?565 取?=2.65

N=1421.01kN＜0.3fcA=1544.4kN，取N=1421.01kN 设柱箍筋为4肢Φ8﹫150,则

V?10.164?50.3(?14.3?600?565?300??5650.853?1.5150?0.056?1421.01?103)

=455.94kN＞319.15kN

Vc?1同时柱受剪截面应符合如下条件：

?RE(0.2fcbh0?c)

1(0.2?14.3?600?565)?1140.64即 0.85kN＞319.15kN 截面满足抗剪要求。 a.底层C柱截面设计

以第一，二层C柱为例:

ff混凝土等级为C30，c=14.3N/mm2，t=1.43N/mm2

ff纵筋为HRB335,y=300 N/mm2，箍筋为HPB235，y=210 N/mm2 (1)轴压比验算

由C柱内力组合表2-21查得：

NⅠ-Ⅰ=2240.89kN

?c=

NAfc=2240.89×103/(600×600×14.3)=0.44＜0.9

NⅡ-Ⅱ=2536.95kN

NAfc?c=

=2536.95×103/(600×600×14.3)=0.49＜0.9

NⅢ-Ⅲ=2594.71kN C柱截面计算

NAfc?c=

=2594.71×103/(600×600×14.3)=0.50＜0.9

均满足轴压比的要求。

(2)正截面承载力的计算

44

西京学院本科毕业设计（论文） 第一层梁与C柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得 ?Mb：左震 311.85kN·m 右震 501.22kN·m ?Mb取=501.22kN·m

第一层梁与C柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-21查得 ?Mc：左震 126.22+248.64=374.86kN·m

右震 276.26+161.95=438.21kN·m

?Mb?Mc梁端取右震, 也取右震： ?Mc?Mb=438.21kN·m＜1.1=1.1×501.22=551.34kN·m ?Mc取′=551.34kN·m ?Mc?Mc将和′的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即I-I、II-II截面）。

276.26?Mc???438.21=×（551.34-438.21）=72.32 kN·m 161.95?Mc?????438.21=×（551.34-438.21）=40.81 kN·m Mc???=276.26+72.32=348.58kN·m =161.95+40.81=202.76kN·m

Mc?????对底层柱底（III-III截面）的弯矩设计值应考虑增大系数1.5。

Mc???????=359.27×1.5=538.91 kN·m 根据C柱内力组合截面控制内力如下: 第一截面： ①M=348.58×0.8=278.86kN·m N=1198.55×0.8=958.84kN ②M=93.92kN·m N=1917.21kN

第二截面： ①M=202.76×0.8=162.21kN·m N=1287.32×0.8=1029.86kN ②M=54.27kN·m N=2136.96kN

第三截面： ①M=538.91×0.8=431.13kN·m N=1345.07×0.8=1076.06kN

45

西京学院本科毕业设计（论文） ②M=27.55kN·m N=2194.71kN

截面采用对称配筋,具体配筋见表2-31中. 表2-31C柱正截面受压承载力计算（底层） 截面 M(kN·m) N(kN) l0第一截面 第二截面 第三截面 278.86 93.92 162.21 958.84 1917.21 1029.86 54.27 431.13 27.55 2136.96 5875 1076.06 2194.71 (mm) 5400 续表2-31 bh0(m2) e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h 600×565 290.83 48.99 600×565 157.51 25.40 600×565 400.66 12.55 169.5 20 310.83 9 1.0 1.0 1.105 343.47 608.47 0.198 大偏心 1.0 1.0 1.474 101.69 366.69 0.395 大偏心 ＜0 20 68.99 169.5 20 177.51 20 169.5 20 20 45.40 420.66 32.55 9.79 1.0 1.0 1.852 1.0 1.0 1.0 1.0 9.79 1.0 1.0 1.218 216.21 481.21 0.212 大偏心 ＜0 ?1 ?2 ? ?ei(mm) 1.092 2.188 84.08 459.36 71.22 349.08 724.36 0.441 336.22 e(mm) ? 偏心性质 As?As'(mm2)0.222 0.453 大偏心 ＜0 大偏心 大偏心 ＜0 3351 600 420 1256 0.63 选筋 实配面积(mm) ?% 232+328 3456 1.02 232+328 3456 1.02 (3)斜截面承载能力计算

46

西京学院本科毕业设计（论文） 以第一层C柱为例，剪力设计值按下式调整：

Mcu?MclVC?1.1Hn

Mcu=202.76kN·m Mcl=538.91kN·m Hn=4.1m

Vc?1.1?202.76?538.91?198.98kN4.1

柱的抗剪承载能力:

V?(A0.161fcbh0?fyvsvh0?0.056N)??1.5s?RE

??Hn4.1?103?3.63?3.02h0=2?565 取?=3.0

N=1287.32kN＜0.3fcA=1544.4kN,取N=1287.22kN 设柱箍筋为4肢Φ8﹫150，则

V?10.164?50.3(?14.3?600?565?300??5650.853?1.5150?0.056?1287.22?103)

1 =433.91kN＞198.98kN

Vc?同时柱受剪截面应符合如下条件:

?RE(0.2fcbh0?c)

1(0.2?14.3?600?565)?1140.640.85即 kN＞198.98kN

截面满足抗剪要求。

d.标准层C柱截面设计

ff混凝土等级为C30，c=14.3N/mm2，t=1.43N/mm2

ff纵筋为HRB335,y=300 N/mm2，箍筋为HPB235，y=210 N/mm2 (1)轴压比验算

由C柱内力组合表2-21查得: NIV?IV=2196.66kN

?c=

NV?VNAfc=2196.66×103/(600×600×14.3)=0.426＜0.9

=1916.14kN

47

西京学院本科毕业设计（论文） N?c=Afc=1916.14×103/(600×600×14.3)=0.372＜0.9

均满足轴压比的要求。

(2)正截面承载力的计算

第二层梁与C柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得 ?Mb：左震 292.11kN·m 右震 494.13kN·m ?Mb取=494.13kN·m

第二层梁与C柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-21查得 ?Mc：左震 132.29+134.57=266.86kN·m

右震 251.47+267.91=519.38kN·m

?Mb?Mc梁端取左震, 也取左震： ?Mc?Mb=519.38kN·m＜1.1=1.1×494.13=542.44kN·m ?Mc取′=542.44kN·m ?Mc?Mc将和′的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即IV-IV、V-V截面）。

251.47?McIV?IV519.38=×（542.44-494.13）=23.39kN·m 267.91?McV?V519.38=×（542.44-494.13）=24.92 kN·m Mc?V?IVMcV?V=251.47+23.39=274.86kN·m

=337.94+32.69=370.63kN·m

根据C柱内力组合截面控制内力如下: 第四截面:：①M=292.83×0.8=234.26kN·m N=1154.32×0.8=923.46kN ②M=83.49kN·m N=1873.04kN

第五截面:：①M=274.86×0.8=219.89kN·m N=1076.19×0.8=860.95kN ②M=74.62kN·m N=1666.29kN

48

西京学院本科毕业设计（论文） 截面采用对称配筋,具体配筋见表2-32中。 (3)斜截面承载能力计算

以第二层柱为例，剪力设计值按下式调整： 由正截面计算中第Ⅳ-Ⅳ、Ⅴ-Ⅴ截面的控制内力得： Mcu=274.86kN·m Mcl=189.18kN·m Hn=3.0m

表2-32 C柱正截面受压承载力计算（标准层） 截面 Ⅳ-Ⅳ Ⅴ-Ⅴ M(kN·m) 234.26 83.49 219.89 74.62 N(kN) 923.46 1873.04 860.95 1666.29 l0(mm) (m2) 600×565 253.68 44.57 5875 600×565 255.40 169.5 20 64.57 20 275.40 9.79 1.0 1.0 1.599 103.25 368.25 0.386 大偏心 ＜0 420 1256 0.63 1.0 1.0 1.140 313.96 578.96 0.178 大偏心 336 420 1256 0.63 1.0 1.0 1.597 103.45 368.45 0.344 大偏心 ＜0 20 64.78 44.78 bh0e0(mm) (mm) 0.3h0eaei169.5 20 273.68 9.79 1.0 1.0 1.141 312.67 577.67 0.397 大偏心 374 (mm) (mm) l0h?1 ?2 ? ?ei(mm) e(mm) ? 偏心性质 As?As'(mm2)选筋 实配面积(mm) ?% 49

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