南昌市某酒店

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现

第一章 建筑设计概述

1.1 设计依据：

1.依据建筑工程专业2009届毕业设计任务书。 2.《建筑结构荷载规范》 3.《混凝土结构设计规范》 4.《建筑抗震设计规范》

5.《建筑地基基础设计规范》及有关授课教材、建筑设计资料集、建筑结构构造资料集等相关资料。

6.遵照国家规定的现行各种设计规范、有关授课教材、建筑设计资料集、建筑结构构造资料集等相关资料。

1.2 设计规模：

1.本次设计的题目为“南昌市某酒店”

2.建筑面积：约11000 m2 ,建筑占地面积1800 m2 ， 3.建筑主体部分为6层，裙房部分为2层，

4.层高:1-2层高4.5m，3-6每层层高3.3m，室内外高差为0.6m。

1.3 各部分工程构造

1. 屋面：20厚1：3水泥砂浆找平层

APP改性沥青防水卷材 1：3 水泥沙浆找平层20mm厚 1：8水泥珍珠岩砂浆保温层50㎜厚 100mm厚钢筋混凝土板

20mm厚板下1：3水泥砂浆抹灰

2. 楼面: 绿色预制水磨石面层 素水泥浆结合层一道

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1：3水泥砂浆找平18mm

素水泥浆结合层一道 100mm厚钢筋混凝土板 20mm厚板下抹灰

3.厕所: 20mm厚水泥砂浆地面

50mm厚防水砂浆 180mm厚空心砖 20mm厚水泥砂浆抹灰

4.墙体：外墙240mm厚机制粘土砖墙，内墙为240mm厚水泥空心砖墙，楼梯间墙为240㎜厚水泥空心砖墙，厕所均为120㎜厚隔墙。

5.门窗：门厅处为旋转门。双推拉塑钢窗，单层玻璃全封闭窗。其他见门窗表。 6.基础：独立基础。

第二章 结构方案设计

该工程为主体六层，裙房两层的结构，采用现浇钢筋混凝土框架结构，计算裙房，抗震等级为四级，设计如下。

2.1设计资料

1.设计标高：室内设计标高为±0.000mm，室内外高差为600mm。

2.墙身做法：墙身为普通机制砖，用M5的混合砂浆砌筑而成，内粉刷为混合砂浆打底，纸筋灰抹面，厚20mm，“803”内墙粉刷为1：3水泥砂浆打底，厚20mm，用陶瓷锦砖贴面。

3.楼面做法：楼顶板为20mm厚水泥砂浆找平，5mm厚1：2水泥砂浆加“107”胶水着色，粉面层；楼板底面为15mm厚的纸筋灰抹底，“803”涂料两度。 4.屋面做法：（不上人屋面）现浇楼板上铺100mm厚膨胀珍珠岩保温层，1：2水泥砂浆找坡找平，厚20mm，三毡四油柔性防水层，撒绿豆砂保护。 5.门窗做法，见门窗表。

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6.场地地质资料：建筑场地土质为Ⅲ类土。

7.基本风压为：w。= 0.4KN/m2。基本雪压：S。=0.35KN/m2,地面粗糙度为C类。

8.活荷载取值：不上人屋面 q = 0.5KN/m2,楼面 q = 2.0KN/m2， 走廊楼面q = 2.5KN/m2。

2.2结构布置及结构计算简图

（一）结构平面布置如附图3所示，各梁柱界面尺寸确定如下：

1.边跨梁（AB，CB跨）：h = 1/12×L = 1/12×6300 = 525 mm,取b = 300 mm 2.中跨梁（BC跨）：取h = 400 mm,b = 300 mm 3.边柱间连系梁（A，D轴）：取b×h =250mm×500mm 4. 中柱间连系梁（B，C轴）：取b×h =250mm×400mm 5.柱截面尺寸：b×h = 400mm×400mm 6.现浇楼板厚100mm。

7.取出结构具有代表性的一榀框架进行计算，结构计算简图如图4所示

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8.根据地质资料确定基础顶面离室外地面为500mm，故底层柱高为：h =4.5+0.6+0.5 = 5.6 m，二层柱高h=4.5m，其余柱高取建筑层高为h = 3.3 m；跨度取柱轴心间距AB=AD=6.3m，BC=2.4 m。

（二）计算各梁柱的线刚度i 梁：i = EI/L 柱：i = EI/h

其中，梁应该考虑现浇板对梁截面线刚度的影响，取I=2I。，而柱直接取I=I。则有：梁：边跨 I。= 1/12bh3 = 1/12×0.3×0.5253=3.62×10?3m4 中跨 I。= 1/12×0.3×0.43 = 1.6×10?3m4

柱： I。= 1/12×0.4×0.43 = 2.13×10?3 m4 故有计算i：

梁：边跨 i = 2EI。/L =(2×3.62×10?3×E)/6.3 =1.15×10?3E m3 中跨 i = 2EI。/L =(2×1.6×10?3×E)/2.4=1.33×10?3E m3 柱：底层 i = EI。/h =（2.13×10?3×E)/5.6=0.38×10?3E m3 二层 i = EI。/h =（2.13×10?3×E)/4.5=0.47×10?3E m3

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第三章 荷载计算

3.1恒载标准值计算

1.框架梁自重（均布线荷载） 边跨：（AB，CD跨）

钢筋混凝土梁：0.525×0.3×25=3.94 KN/m

梁侧粉刷： 2×（0.525-0.1）×0.02×17=0.29 KN/m 小计：4.23 KN/m 中跨：（BC跨）

钢筋混凝土梁：0.4×0.3×25=3.0 KN/m

梁侧粉刷： 2×（0.4-0.1）×0.02×17=0.2 KN/m 小计：3.2 KN/m 2.框架柱自重（集中荷载）

底层：0.4×0.4×5.6×25=22.4 KN 二层：0.4×0.4×4.5×25=18KN 3.屋面板自重（均布面荷载）

15厚纸筋石灰抹底：0.015×16=0.24 KN/m2 100厚钢筋混凝土板：0.10×25=2.5 KN/m2

100厚膨胀珍珠岩砂浆保温层：0.10×10=1.0 KN/m2 20厚1：2水泥砂浆找平：0.02×20=0.4 KN/m2 三毡四油柔性防水层，上铺绿豆砂：0.4 KN/m2 小计：4.54 KN/m2

4.楼面板自重（均布面荷载）

15厚纸筋石灰抹底：0.015×16=0.24 KN/m2 100厚钢筋混凝土板：0.1×25=2.5 KN/m2

25厚1：2水泥砂浆面层：0.025×20=0.5 KN/m2 小计：3.24 KN/m2

5.连系梁自重（均布线荷载）

边柱（A，D轴）：0.25×0.5×25=3.13 KN/m 中柱（B，C轴）：0.25×0.4×25=2.5 KN/m

6.墙体自重

AD轴线上墙体自重：（以集中荷载形式作用在主体结构上） 窗下墙体：0.24×0.9×3.6×19=14.77 KN 窗上墙体：0.24×0.4×3.6×19=6.57 KN

窗边墙体：0.24×（4.5-0.5）×0.3×19=5.47KN 窗体自重：3.6×2.1×0.45=3.4 KN 小计：30.21 KN

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?BC=1.33×2/(4×0.47×0.9+4×0.38+4×1.15+1.33×2)=0.254

?B4=4×0.47×0.9/(4×0.47×0.9+4×0.38+4×1.15+1.33×

2)=0.162

?B2=4×0.38/(4×0.47×0.9+4×0.38+4×1.15+1.33×2)=0.145

弯矩分配表如下：

μ M 上柱 下柱 左梁 右梁 上柱 下柱 左梁 0.217 0.195 0.588 -108.98 23.65 21.25 64.08 0.439 0.162 0.145 0.254 108.98 -3.87 → 32.04 -30.11 ← -60.21 -22.22 -19.89 -34.84 → 8.85 6.53 5.87 17.70 -1.95 1.15 -0.13 0.08 -0.01 ← -3.89 -1.43 -1.28 -2.25 → 0.58 0.42 0.38 ← -0.25 -0.09 -0.08 -0.15 → 0.04 0.03 0.03 ← -0.02 -0.01 -0.01 -0.01 86.12 -23.75 -21.26 -41.12 ↓ ↓ 30.63 27.53 -58.17 ↓ ↓ 15.32 13.77 -11.88 -10.63 3.各节点不平衡弯矩按分配系数进行重新分配，然后以实际荷载作用情况计算构件跨中弯矩。

（1） 不平衡弯矩为： 节点/层数 2 15.32 11.88 1 7.72 5.66 MA（kN. M） MB（kN. M）

（2） 跨中弯矩的计算

A .实际荷载作用下简支情况的跨中弯矩计算 顶层边跨：

M2=1/8ql2 =1/8×4.23×6.32=20.99KN.m

F =17.71×1/2×（6.3-3.9）+1/2×17.71×1/2×3.9=38.52KN

M2=38.52×3.15-17.71×1.2×1.2×0.5-0.5×17.71×1.95×

（1.95/3+1.2）＝76.64

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则有：跨中弯矩为M=20.99+76.64=97.63KN.m

顶层中跨：

M1=1/8q l2=1/8×3.2×2.42=2.30KN.m F=1/2×10.9×1.2=6.54KN

M1=6.54×2/3×1.2=5.23 KN.m

则有：跨中弯矩为M=2.30+5.23=7.53KN.m 下层边跨：计算同顶层

M2=1/8ql2 =1/8×22.36×6.32=110.93KN.m

F=12.64×1/2×（6.3-3.9）+1/2×12.64×1/2×3.9=27.49KN

M2=27.49×3.15-12.64×1.2×1.2×0.5-0.5×12.64×1.95×（1.95/3+1.2）=54.69KN.m

则有：跨中弯矩为M=110.93+54.69=165.32KN.m 下层中跨：计算同顶层

M1=1/8ql2 =1/8×3.2×2.42=2.30KN.m M1=3.74KN.m

则有：跨中弯矩为M=2.30+3.74=6.04KN.m （3） 简支情况跨中弯矩叠加上梁端两支座弯矩之和的一半，得到最终的跨中弯矩：

M中?M简支?（?M梁端）/2 1，弯矩图如图9所示

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4.架剪力及轴力的计算 （1） 梁端剪力的计算公式

梁左：V左=1/2qL-（?M梁端）/L

梁右：V右=1/2qL+（?M梁端）/L

求柱边梁端剪力：

'梁左：V左=V左-1/2qb

'梁右：V右=V右-1/2qb

（2） 柱轴力计算公式

根据节点受力平衡，注应该叠加上节点集中力，计算得到轴力。 （3） 恒荷载作用下的框架结构剪力及轴力计算结果如下表所示：

恒荷载作用下的框架边跨剪力及轴力计算表 表2

层次 1/2qL ∑M/L 2 1 74.37 V左 KN V右 KN q×b/2 V左 KN V右 KN 集中力（KN） 边 中 轴力N（KN） 边 中 128.55 13.55 60.82 87.92 4.56 56.26 83.36

29.47 40.63 90.29 128.51 18.19 110.32 146.7 6.52 103.8 140.18 72.74 95.94 273.35 371.19

恒荷载作用下的框架中跨剪力计算表 表3

层1/2qL ∑V左 次 M/L KN 1

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V右 q×KN b/2 V左 KN V右 KN 2 12.01 0 12.01 12.01 2.0 10.01 10.01 9.67 0 9.67 9.67 1.61 8.06 8.06 南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 14

6.恒荷载作用下的剪力及轴力图如图10所示

7.考虑梁端弯矩调幅，并将梁端节点弯矩换算成柱边梁端弯矩值，以备内力组合时用。

调幅系数：现浇框架结构，β=0.8~0.9，取β=0.8计算。 柱边梁端弯矩：M'=M-1/2V'b 8.弯矩调幅且换算后的内力图如下图11：

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4.2活荷载作用下的内力计算

活荷载作用下的内力计算也采用分层法，且考虑活载分布的最不利组合，

各层楼屋面活荷载布置可能的几种组合形式如下：

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下

36.61 80000 0.016 0.200 20 0.012 0.3 7.4框架柱抗剪配置箍筋及构造筋的计算

（1） 柱截面尺寸验算

0.25?cfc bh0=0.25×1.0×14.3×400×360=514.8KN＞13.24KN 故，截面尺寸符合要求。 （2） 验证是否计算配置箍筋

当V≤1.75ftbh0/(λ+1)+0.07N时，可不进行斜截面抗剪承载力计算。 由于框架柱，反弯点均在层高内，故，λ=H/2 h0，

底层柱：λ=H/2 h0 =（5.1-0.1）×1000/2×360=6.9＞3，故取λ=3。 上层柱：λ=H/2 h0=（4.5-0.1）×1000/2×360=6.1＞3，故取λ=3。 当N＞0.3fc A，取N=0.3fc A，故有：N=0.3×14.3×0.4×0.4=686.4KN （3） 若不需要计算配置箍筋，则进行构造配筋

A.采用封闭式箍筋，间距为min={400，b，15d}，其中，d＞max{d/4，6}； B.当ρ＞3%，d≥8mm，S≤min{10d，200}； C.考虑四级抗震设计， 柱上下两端加密区范围：

底层 柱根部加密区L=1/3H=1/3×5500=1833mm，取L=2000mm； 其余端 L= max{h，1/6H，500}，L=917mm，取L=1000mm； 柱加密区间距： 柱根 S=min{8d，100 }，其余端 S= min{8d，150 }。 D.加密区箍筋最小体积配筋率：ρ≥?v?fc/fyv=0.4%

非加密区箍筋最小体积配筋率：ρ≥0.5倍加密区ρ，间距S≤15d。 （4）若需要计算配置箍筋公式有

fyv?n?Asv?h0S≤ 1.75

V?1???ft?b?h0?0.07N（5）由已知数据计算可知，各框架柱均按构造配置箍筋。

箍筋选用：加密区范围：底层柱根部2000mm，其余端1000mm，

加密区：φ8@150 角柱采用四肢箍，其余各柱采用双肢箍， 纵筋搭接处： φ8@100 双肢筋

其余部分： φ8@200 双肢筋 （6）柱平面外轴压比验算

由于l0/b=5100/400=12.75，查规范得：稳定系数ψ=0.952 l0/b=5625/400=14.06 ψ=0.953

''故有：N≤0.9ψ[fc bh0+fy（As+As）] 若不满足，则进行柱平面外计算。

由已知数据计算，可知柱轴压比验算均符合要求

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第八章 基础的设计

8.1设计步骤

1.选择基础的材料，类型，进行基础的平面布置； 2.确定持力层和基础埋置深度； 3.确定低级承载力；

4.确定基础底面尺寸，必要时进行地基变形与稳定性的验算； 5.进行基础结构设计； 6.绘制基础施工图。

8.2一些假设条件

1.假设地基沉降较小，且均匀，基础刚度较大，则采用常规分析法设计；

2.假设fak=300N/mm2，结构层数2层，场地地基条件简单，荷载分布较均匀，所以基础设计等级为丙级，且可以不进行基础地基变形验算；

3.施工前，在基坑敷设混凝土强度等级为C10的素混凝土垫层，厚100mm； 4.采用柱下钢筋混凝土阶梯形独立基础，属于浅基础，无地下室，混凝土等级为C20，采用HPB235钢筋。

8.3荷载效应计算如下表 柱 Z1-A KN.m KN KN.mKN Z1-BZ1-B（Mmax）（Nmax）KN.mKN 标准Mk Nk Vk Mk Nk Vk Mk Nk Vk 组合 -7.02 303.00 1.46 17.61 425.35 7.94 7.52 423.57 7.94 基本M N V M N V M N V 组合 -25.98 373.04 2.04 22.53 511.54 2.40 8.40 518.77 2.40

8.4设计计算

1.在假设基础受轴心荷载情况下，进行面积初估： 基础A

fak=（Nk+Gk）/A Gk=γAd

H=0.9+0.6/2=1.2m

则有： A=Nk/（fak-γd）

而实际基础是在偏心作用下，因此考虑偏心荷载的影响，将估算面积增大30%， 2，基础配筋计算

（1） fak的深宽修正

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由于d=1.2m＞0.5，故需要对地基承载力进行修正： 查表得?d=1.6，?b=0.3

fa=fak+?bγ（b-3）+?d?m (d-0.5) =300+0+1.6×18.05×(1.2-0.5) =320.2N/mm2

基础A

（2）将估算面积增大30%，

A边=1.3Nk/（fak-γd）

=1.3×303/（320.2-20×1.2）

=1.33m2

A中=1.3Nk/（fak-γd）

=1.3×423.57/（320.2-20×1.2） =1.86 m2

取a=1.3m=b（边跨和中跨取相同截面的基础） （3）地基承载力验算

地基平均压力不需验算 地基承受压力最大值为：

边跨基底净反力

Pmax =（Nk+Gk）/bL=（303+20×1.2×1.3×1.3）/1.3×1.3 =203.29N/mm2＜1.2fa

N/mm2 =384.24

中跨地基承载力验算

Pmax =（Nk+Gk）/bL=（423.57+20×1.2×1.3×1.3）/1.3×1.3 =274.63N/mm2＜1.2fa

N/mm2 =384.24

故地基承载力满足要求。 （4）基础配筋验算

基础边缘最大及最小应力计算，并验算基础底面积

基础总竖向力:Nk+Gk=303+20×1.3×1.3×1.2=334.2KN 基础总力矩： Mk=7.02KN.m

偏心距： e=Mk/（Nk+Gk）=7.02/334.2=0.021＜h/6=0.217mm 最大压应力： Pmax=（Nk+Gk）/bL(1+6e/L)

=334.2/（1.3×1.3）×（1+6×0.021/1.3）

=216.92＜1.2fa=384.24N/mm2 最小压应力：Pmin =（Nk+Gk）/bL(1-6e/L)

=334.2/（1.3×1.3）×（1-6×0.021/1.3）

=178.58N/mm2

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（Pmax+Pmin）/2=197.75N/mm2＜fa=320.2N/mm2

故，基础A底面积满足要求。

同理，基础B

基础总竖向力：Nk+Gk=425.35+20×1.3×1.3×1.2=465.91KN 基础总力矩： Mk=17.61KN.m

偏心距： e=Mk/（Nk+Gk）=17.61/465.91=0.038＜h/6=0.217mm 最大压应力： Pmax=（Nk+Gk）/bL(1+6e/L)

=465.91/（1.3×1.3）×（1+6×0.038/1.3）

=324.04N/mm2＜1.2f2a=384.24N/mm 最小压应力： Pmin=（Nk+Gk）/bL(1-6e/L)

=465.91/（1.3×1.3）×（1-6×0.038/1.3）

=227.24N/mm2

（Pmax+Pmin）/2=275.69N/mm2＜fa=320.2N/mm2 基础B的底面积也满足要求

（5）基础受冲切承载力验算，计算基础高度 基础A

基底净反力设计值：Pj=N/(b×L)=373.04/1.69=220.73N/mm2 净偏心距：e=M/N=25.98/373.04=0.07mm

基底最大净反力设计值：Pjmax=Nk/bL (1+6e/L) =216.92N/mm2 假设h=600mm,则设为二阶基础，如图29所示： 基底：

H=600mm, h0=555mm,则有：bc+2h0=0.4+2×0.555=1.51＞b=1.3 因此不需进行偏心受压冲切公式如下：

冲切力：Pjmax×[（L/2-ac/2-h0）×b-(b/2- bc/2- h20)]

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=216.92×[(1.3/2-0.4/2-0.555) ×1.3-(1.3/2-0.4/2-0.555)2]

＜0

故，基础A，抗冲切承载力符合要求。 基础B:同理

基底净反力设计值： Pj=N/(b×L)=1639.96/8.0=205.0N/mm2 净偏心距： e=M/N=57.78/1639.96=0.035mm

基底最大净反力设计值：Pjmax=Nk/bL (1+6e/L) =218.45N/mm2

假设h=800mm,则设为二阶基础，如图所示：

基底：

H=600mm, h0=655mm,则有：bc+2h0=0.4+2×0.655=1.51＞b=1.3 因此偏心受压冲切公式如下：

冲切力：Pjmax×[（L/2-ac/2-h0）×b-(b/2- bc/2- h20)]＜0 故，基础B，抗冲切承载力符合要求。

(6) 基础板底配筋计算

基础A

取Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，如图所示，计算截面处的弯矩设计值： M1=1/48[（Pjmax+Pj）（2b+bc）+(Pjmax-Pj)×b ] ×(l?ac)2 =1/48[(216.92+203.23) ×(2×1.3+0.4)+（245.06-203.23）×1.3] (1.3?0.4)2=22.19KN.mMP

2=1/48[（jmax+Pj）（2b+b1）+(Pjmax-Pj)×b ] ×(l?l1)2 =1/48[(216.92+203.29) ×(2×1.3+0.4)+（216.92-203.29）×1.3] (1.3?0.8)2=6.66KN.m

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×

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 36

左 中 1.2×①+ 1.4×④+ 1L-AB 0.84×⑥ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑦ 149.91 左 1L-BC 中 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑥ 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦ 1.2×①+ 1.4×② -69.15 1.2×①+ -204.13 1.4×④+ 0.84×⑥ -53.61 1.2×①+ 15.36 1.4×②+ 0.84×⑦ -46.81 -44.90 45.31 1.4×② -41.67 1.2×①+ 146.39 1.4×④+ 0.84×⑦ -69.15 -204.13 -41.22 146.42 5.5分别对框架柱顶层，层进行内力组合，

框架柱内力组合M（KN.m） V,N（KN） 柱编截内 恒载 号 面 力 ① Z2-A 上 M N 下 M N V Z2-B 上 M N 下 M N V Z1-A 上 M N 下 M N V 30.84 90.29 -36.68 90.29 -26.59 128.55 28.48 128.55 26.02 273.35 -13.77 273.35 活载1 ② 3.46 5.25 -6.62 5.25 -3.15 9.43 5.25 9.43 5.38 28.47 -2.76 28.47 活载2 活载3 ③ ④ -0.06 3.27 -0.02 5.23 0.10 0.21 3.23 3.23 -0.41 -2.71 9.45 9.45 -0.02 5.23 活载4 左风 ⑤ 0.12 5.54 5.54 1.18 0.62 1.18 0.14 ⑥ -1.58 -0.4 -0.4 0.64 -0.93 1.70 -0.93 0.84 -5.58 右风 ⑦ 1.58 0.4 -1.30 0.4 -0.64 2.08 0.93 -1.70 0.93 -0.84 5.58 1.91 -6.82 1.91 -2.43 36

-0.18 1.30 -0.46 -2.08 -0.34 4.08 -0.09 5.19 -0.16 28.50 0.05 -2.66 -0.16 28.5 31.01 -1.91 -0.07 6.82 31.01 -1.91 2.43 南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 37

Z1-B 上 M N 下 M N V

框架柱的内力组合表（续表）M（KN.m） V，N（KN）

柱 编 号 Z2-A 上 1.2×①+ 1.4×⑤+ 0.84×⑦ 下 1.2×①+ 1.4×⑤+ 0.84×⑦ Z2-B 上 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦ 下 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦ Z1-A 上 1.2×①+ 1.4×⑤+ 0.84×⑦ 下 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦ Z1-B 上 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦ 下 1.2×①+ 1.4×④+ 0.84×⑦

37

-20.44 371.19 10.63 371.19 -4.27 49.35 2.17 49.35 0.28 -3.35 -0.49 -6.56 6.65 0.25 6.65 -3.54 8.02 -3.54 2.86 6.56 3.54 -8.02 3.54 -2.86 18.09 50.26 -0.14 1.70 18.09 50.26 截 Nmax及相组合值 Nmin及相应组合值 Mmax及相组合值 面 应的M，V 的M，V 应的N，V 38.50 1.2×①+ 116.44 0.84×⑥ -45.36 1.2×①+ 116.44 0.84×⑥ -0.54 -33.95 1.2×①+ 168.27 0.84×⑥ 38.46 -0.71 36.11 1.2×①+ 373.04 0.84×⑥ -25.98 1.2×①+ 393.04 0.84×⑥ -2.04 -23.71 1.2×①+ 518.77 0.84×⑥ 8.40 1.2×①+ 518.77 0.84×⑥ -2.40 1.2×①+ 168.27 0.84×⑥ 35.68 108.01 -44.35 108.01 0.54 -33.66 153.48 35.60 153.48 0.71 26.54 326.42 10.80 326.42 2.04 -27.50 442.45 19.49 442.45 2.40 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑦ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑦ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑥ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑥ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑦ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑦ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑥ 1.2×①+ 1.4×②+ 0.84×⑥ 42.95 166.68 -0.71 43.44 369.48 -26.12 364.48 -2.04 -36.02 511.54 22.53 511.54 2.40 43.18 116.03 -54.38 116.03 -0.54 -38.07 166.68 南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 38

第六章 框架梁配筋计算

6.1框架梁的配筋计算及已知设计条件

框架梁截面应满足承载力极限状态下的要求，也要满足正常使用极限状态的要求：

1.承载力极限状态：

ΥS ≦R

其中，Υ——结构重要性系数，该框架取Υ=1.0。 2.正常使用极限状态： S≦C

S——按标准组合设计并考虑了荷载长期作用影响计算的荷载效应； C——正常使用状态下规定的变形，裂缝宽度及应力等限值 。 3. 查规范可知：受弯 构件挠度限值：[f]=l/200

=l/250（当跨度在小于7米时） 裂缝控制在三级，最大裂缝宽度为：[wlim]=0.3 mm。

已知条件： 1.梁截面尺寸

边跨：h×b=525 mm×300 mm 中间跨：h×b=400 mm×300 mm.

2.钢筋选用

纵筋：Ⅱ级钢，HRB335 ，d≥10 mm,fy=300 N/mm2，

ft=1.1 N/mm2

Es=2.0×105 N/mm2

箍筋：Ⅰ级钢，HPB235，fy= 210 N/mm2，ft=1.43 N/mm2，

Es=2.1×105 N/mm2

3.混凝土选用

梁选用C20，fc =9.6 N/mm2，Ec=2.55×104 N/mm2 柱选用C30，fc=14.3 N/mm2，Ec=3.00×104 N/mm2 混凝土保护层：

C≥30 mm 并且 C≥d mm

4.纵向受力钢筋合力点到截面受拉边缘距离 一排钢筋： as=40 mm 两排钢筋： as=60 mm

5.环境类别为一类，设防烈度为6度，抗震等级为四级 。

38

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 39

6.2梁截面尺寸验算

1.由框架梁内力组合表可知，

边跨： Mmax=69.15KN.m，Vmax=204.13KN 中间跨： Mmax=53.61KN.m，Vmax=45.31KN

2.假设梁为单筋矩形 截面，其能承受的最大受弯承载力为：

2 Mmax=?s?1fcbh0

则有：边跨： Mmax=0.399×1.0×9.6×300×(525?40)2 =270.30KN.m＞180.39KN.m

中间跨:Mmax=0.399×1.0×9.6×300×(400?40)2 =148.93 KN.m＞74.4KN.m

3.防止梁在使用阶段裂缝宽度过宽，避免斜压破坏，其截面必须满足：

边跨： hw/b=h0/b=485/300=1.62 ＜4,

Vmax=0.25?cfcbh0=0.25×1.0×9.6×300×485=349.2＞204.13KN

中间跨：hw/b=h0/b=360/300=1.22＜4,

Vmax=0.25?cfcbh0=0.25×1.0×9.6×300×360=259.2＞

45.31 KN

由此可知，各梁的界面尺寸符合要求。

6.3梁2L-AB的配筋计算

1.正截面受弯计算纵筋 （1）有效高度的确定

对于现浇屋盖，楼面，梁板整体浇注，边跨主梁与连系梁相交支座处的上

部纵筋相互交叉重叠，使主梁承受负弯矩的纵筋位置下移，故梁有效高度降低:h0=525-60=465mm,其他截面有效高度h0=485 mm（边跨），

。 h0=360 mm（中间跨）

（2）考虑板翼缘作用，梁下部受拉，上部翼缘受压，截面按T形计算。

，Vmax=72.37 KN（支座） Mmax=73.86 KN.m（跨中）

（3）确定翼缘宽度

b'f=min{1/3L，b+s}

按计算跨度L考虑：b'f=1/3×6300=2100 mm 按梁净距S考虑：b'f=300+3900=4200 mm 故取b'f=2100。mm （4）判别T型截面的类型

?1fcb'fh'f（h0-h'f/2）=1.0×9.6×2100×100×（485-1/2×100）

=876.96 KN.m＞Mmax

故截面为第一类T形截面

39

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 40

（5）计算如下：

2?s=Mmax/?1fcbh0=73.86×106/（1.0×9.6×2100×4852） =0.016

ξ=1-1?2?s=0.016＜0.55 Υ=1/2（1+1?2?s）=0.992

As=Mmax/fy×Υ×h0=73.86×106/（300×0.992×485）=511.7mm2

故查表选配4Φ20，As =1256 mm2。

（6）验证最小配筋率

受弯构件最小配筋率

?min=max {0.2，45 ft/fy }（跨中） ?min=max {0.25，55 ft/fy }（支座）

支座：Asmin=?minbh=0.0025×300×485=364

Asmin=?minbh=0.0025×300×360=270

跨中：

Asmin=?minbh=0.002×300×485=291 Asmin=?minbh=0.002×300×360=216

（7）裂缝宽度验算

wmax??cr????sk/Es?(1.9c?0.08?deq/?te)

?sk=MK/0.87h0As= 60.01/(0.87×485×804)=176.89N/mm2 Ate=0.5bh=0.5×300×525=78750mm2 ?te=As/Ate=1256/78750=0.016 deq=d=20 mm

Ψ=1.1-0.65×ftk/(?te×?sk)=0.638 Es=2.0×105 N/mm2 C=40-10=30 mm ?cr=2.1

故有：wmax=2.1×0.638×176.89/(2.0×105)×(1.9×30+0.08×20/0.016)

=0.186<<< mm＜0.3 mm 因此，裂缝宽度满足要求。

2.斜截面抗剪计算箍筋

（1）验算是否需要计算配置箍筋

0.7ftbh0=0.7×1.1×300×465=107.42 KN＞72.37 KN 因此可不进行计算配筋，只需要进行构造配筋。

（2）构造配筋如下：

H=525 mm＞300 mm,应沿梁全长配置箍筋；500 mm＜h＜800 mm，梁中箍筋最大间距350 mm，有受压时，不应大于15d或者

40

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 41

400 mm，故选配φ8@200的双肢箍。

考虑到四级抗震要求，框架梁的箍筋加密区范围为：max{1.5h,500}，故加密区范围为：L=1000 mm，加密区箍筋间距为：min{8d,0.25h,150},故，加密区箍筋间距为：S=150 mm，第一根箍筋应该设置在框架节点边缘50 mm处。

（3） 验算箍筋最小配筋率

?svmin=0.26ft/fy=0.26×1.1/210=0.13% ?sv=As/bs=2×50.3/(300×200)=0.17%

因此，非加密区及加密区箍筋配筋率均满足要求。

3.由于h＞450 mm,故需要配置构造钢筋，每一侧设立2φ12@200,As=226 mm2。

6.4其他框架梁配筋过程同2L-AB，因此，

框架梁配筋计算结果如下表：

受力纵筋配置表

梁编截面 Mmax ?s KN.m 号 2L-AB 左 中 右 2L-BC 左 中 1L-AB 左 中 右 1L-BC 左 中

41

ξ As Asmin 构造筋 实际配筋mm2 mm2 mm2 364 291 364 270 216 364 2φ12 226 2φ12 226 2φ12 226 2φ12 226 2φ12 226 2φ12 226 4Φ16,As=804 4Φ20,As=1256 4Φ16,As=804 4Φ16,As=804 4Φ16,As=804 4Φ16,As=804 4Φ20，As=1256 4Φ16,As=804 4Φ16,As=804 4Φ16,As=804 -20.40 0.004 0.004 141 73.86 27.57 0.016 0.016 512 0.006 0.006 190 -28.44 0.006 0.006 196 -26.23 0.006 0.006 181 -41.67 0.009 0.009 288 149.91 0.032 0.033 1044 291 -69.15 0.015 0.015 479 -53.61 0.011 0.011 371 -46.81 0.010 0.010 323 364 270 216 南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 42

框架梁裂缝验算计算表

梁编截h×b 号 面 mm2 2L- AB 2L- BC 1L- AB 1L- BC

框架梁箍筋配置表

梁编号 b×h mm2 2L-AB 2L-BC 1L-AB 1L-BC

MK KN.m Ate ?te N/mm2mm2 ?sk Ψ wmax mm wlim mm 左 525×300 -16.49 中 525×300 60.60 右 525×300 23.88 左 400×300 -23.22 中 400×300 -21.65 左 525×300 -32.93 中 525×300 118.00 右 525×300 -55.52 左 400×300 -42.60 中 400×300 -38.24 48.61 78750 0.010 0.200 0.022 0.3 178.63 78750 0.016 0.643 0.189 70.39 78750 0.010 0.200 0.032 68.45 60000 0.013 0.200 0.025 63.82 60000 0.013 0.200 0.020 97.07 78750 0.010 0.200 0.044 347.83 78750 0.223 1.000 0.017 163.66 78750 0.010 0.302 0.119 125.57 60000 0.013 0.300 0.071 112.72 60000 0.013 0.208 0.044 Vmax KN n D mm 8 8 8 8 加密区加密区非加密范围间距区mm mm mm 1000 600 1000 600 150 100 150 100 200 200 200 200 300×525 -197.54 2 300×400 38.53 300×400 43.64 2 2 300×525 -198.46 2 第七章 框架柱配筋计算

7.1设计资料

1.柱截面尺寸：400mm×400mm 2.选用钢筋

纵筋：Ⅱ级钢，HRB335 ，d≥12mm，fy=300N/mm2，ft=1.1N/mm2

Es=2.0×105N/mm2

箍筋：Ⅰ级钢，HPB235，fy= 210N/mm2，ft=1.43N/mm2，Es=2.1

×105N/mm2，d≥8mm 3.混凝土选用

42

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 43

梁选用C20，fc =9.6N/mm2，Ec=2.55×104N/mm2 柱选用C30，fc=14.3N/mm2，Ec=3.00×104N/mm2

4.混凝土保护层：

C≥30mm 并且 C≥d mm

5.纵向受力钢筋合力点到截面受拉边缘距离

一排钢筋：as=40mm 两排钢筋：as=60mm

6.环境类别为一类，设防烈度为6度，抗震等级为四级 。

7.2柱的计算长度确定

现浇楼盖的框架柱， 底层： h0=1.0H=1.0×5.6=5.6m 上层柱：h0=1.25H=1.25×4.5=5.625m

7.3柱纵向钢筋计算

1.各层柱在横向框架平面内，按单向偏心受压构件计算，纵向受力钢筋按

'As=As对称布置在弯矩作用平面的两对边；在横向框架平面外，按轴心受压构件验算，考虑四级抗震设计，对于框架中柱，

边柱 配筋率应该满足：0.6%≤ρ≤5%

角柱： 0.8%≤ρ≤5% 单侧配筋率： ρ≥0.2%

2. 正截面偏心受压配筋计算 （1）判断大小偏压

e0=M/N mm, ea =max{20,1/30×h}mm, ei=e0+ea mm；

δ1=0.5fcA/N, δ1≥1时，取δ1=1.0； 当l0/h ＜15时， δ2=1.0,

当l0/h=15~30时 ，δ2=1.15-0.01 l0/h；

ε=1+(l0/h)2δ1δ2/（1400 ei /h0)，当l0/h≤5，取ε=1.0； 初判的依据是：当εei≤0.3h0=0.3×365=109.5，为小偏压计算 当εei＞0.3h0，为大偏压计算 （2）大偏压的计算公式

Nx??1fcb

（3）若为小偏压计算公式

AS?AS?'Ne??1fcbx(h0?1/2x)fy(h0?a's)Ne??1fcb?h0(1?1/2?)fy(h0?a's)43

2/N??b?1fcbh0

????b2 Ne?0.43?1fcbh0??1fcbh0' (?1??b)(h0??s)AS?AS?'南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 44

（4） 柱的裂缝宽度计算

当e0/h0≤0.55，则构件不需要进行裂缝宽度的验算。 当e0/h0＞0.55，进行裂缝宽度验算，

wmax??cr????sk/Es?(1.9c?0.08?deq/?te) ?sk=Nk（e-z）/Asz Ate=0.5bh ?te=As/Ate deq=d=20

Ψ=1.1-0.65×ftk/(?te×?sk)=0.569 Es=2.0×105 C=40-10=30 ?cr=2.1

（5） 柱的受力纵筋配筋计算如下表

边柱配筋表 位置 二层 一层 M(KN.m) 54.38 43.44 N(KN) 116.03 369.48 e0=M/N (mm) 469 118 Nb=?1fcbh0 ξ>N >N b/γRE (KN) ea (mm) 20 20 ei=e0+ea (mm) 489 138 e0/h0 1.285 0.323 l0 5625 5100 l0/h 14.06 12.75 ε=1+(l0/h)2δ1δ2 1.105 1.307 /（1400ei/h0) εei 540.35 180.37 e=εei+h/2-as 700 340 x 20.28 64.59 A/S=AS=[ Ne-α1 (h0-0.5x)fcbx] 423 474 /[fy(h0-as/)] 实配钢筋 4Φ20 4Φ20 实配钢筋面积 1256 1256 44

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 45

中间柱配筋表

位置 M(KN.m) N(KN) e0=M/N (mm) Nb=?1fcbh0 ξb/γRE (KN) ea (mm) ei=e0+ea (mm) ei/h0 l0 l0/h ε=1+(l0/h)2δ1δ2 /（1400ei/h0) εei e=εei+h/2-as x AS=AS/=[ Ne-α1 (h0-0.5x)fcbx] /[fy(h0-as/)] 实配钢筋 4Φ20 实配钢筋面积 1256

（6）部分框架柱裂缝宽度验算如下表： 柱编号 截面 Z2-A Z2-B 上 下 上 下 柱编号 Z2-A Z2-B 上 下 上 e0/h0＞0.55 307.19 467 29.14 211 117.63 278 89.40 <0按构造配筋 4Φ20 1256 二层 42.95 166.68 258 >N 20 278 0.772 5625 14.06 1.105 一层 36.02 511.34 70 >N 20 90 0.250 5100 12.75 1.307 Nk KN e0 mm y mm 160 160 160 160 Ψ e mm 532 629 388 418 deq Z mm AS mm2 1.034 95.78 372 1.302 95.78 469 0.634 137.42 228 0.716 137.42 258 313.2 1256 313.2 1256 313.2 1256 313.2 1256 ?sk Ate ?te wmax wlim 53.27 80000 0.016 0.200 20 76.89 80000 0.016 0.200 20 26.13 80000 0.016 0.200 20 0.018 0.3 0.025 0.3 0.009 0.3 45

南昌大学科学技术学院毕业设计计算书 26

（2）底层弯矩分配表如下：

上柱 下柱 左梁 右梁 上柱 下柱 左梁 右梁 下柱 上柱 左梁 右梁 下柱 上柱 0.217 0.195 0.589 0.350 0.129 0.116 0.405 0.405 0.116 0.129 0.350 0.589 0.195 0.217 -22.13 22.13 -1.8 1.8 4.80 4.32 13.03 6.52 -4.7 -9.40 -3.46 -3.11 -10.87 -5.44 1.02 0.92 2.77 1.39 0.74 1.47 0.42 0.47 1.27 0.64 -0.38 -0.75 -0.27 -0.25 -0.86 -0.43 -0.19 -0.38 -0.12 -0.14 0.08 0.07 0.22 0.11 0.13 0.25 0.07 0.08 0.22 0.11 -0.04 -0.08 -0.03 -0.03 -0.10 -0.05 -0.03 -0.06 -0.02 -0.02 0.01 0.01 0.02 0.01 -0.01 0.02 0.03 0.01 0.01 0.03 0.02 -0.01 -0.01 5.91 5.32 -11.21 19.92 -3.76 -3.39 -12.75 -2.37 0.50 0.56 1.30 0.32 -0.14 -0.16 ↓ ↓ ↓ ↓ ↓ ↓ ↓ ↓ 2.96 2.66 -1.88 -1.70 0.25 0.28 -0.07 -0.08

3.以实际荷载作用情况计算构件跨中弯矩。 （1）跨中弯矩的计算同恒载作用情况

A .实际荷载作用下简支情况的跨中弯矩计算 顶层：边跨： 跨中弯矩为M=7.99KN.m

中跨: 跨中弯矩为M=0.58KN.m

下层: 边跨： 跨中弯矩为M=33.77KN.m

中跨 跨中弯矩为M=2.88KN.m B.（左边跨）简支情况跨中弯矩叠加上梁端两支座弯矩之和的一半，得到最终的跨中弯矩：

M中?M简支?（?M梁端）/2

C.（中间跨）简支情况跨中弯矩叠加上按梁端支座弯矩比例求出的跨中弯矩，得到最后跨中弯矩：

MBA/ MAB= x / (2.4-x) M/MBA= (1.2-x) / x 则：跨中弯矩为M中?M简支?M D.（右边跨）同中间跨计算，

MBA/ MAB= x / (2.4-x) M/MBA= (1.2-x) / x

则：跨中弯矩为M中?M

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4.弯矩图如图18所示

5.框架剪力及轴力的计算 （1） 梁端剪力的计算公式

梁左：V左=1/2qL-（?M梁端）/L

梁右：V右=1/2qL+（?M梁端）/L

求柱边梁端剪力：

梁左：V'左=V左-1/2qb

梁右：V'右=V右-1/2qb

（2） 柱轴力计算公式

根据节点受力平衡，注应该叠加上节点集中力，计算得到轴力。（3） 活荷载三作用下的框架结构剪力及轴力计算结果如下表所示：

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活荷载三作用下的框架剪力及轴力计算表

左1/2qL ∑M/L V左 KN 边 2 4.88 1.36 V右 q×KN b/2 V左 KN V右 KN 集中力KN 边 中 轴力N KN Z1 Z2 5.23 9.45 轴力N KN Z3 Z4 5.54 31.01 3.52 6.24 0.31 3.21 5.93 1.71 3.21 1 21.07 5.02 16.05 26.09 1.34 14.71 24.75 7.22 14.72 28.5 50.26 中1/2qL ∑M/L V左 KN 间 2 1 4.5 V右 q×KN b/2 V左 KN V右 KN 10 集中力KN 边 中 0.9 1.43 -0.53 2.33 0.15 -0.68 2.18 1.71 3.21 1.18 6.25 -1.75 10.75 0.75 -2.5 q×b/2 0 0 7.22 14.72 6.65 右1/2qL ∑M/L V左 V右 KN KN 边 2 1 0 0 0.08 -0.08 0.08 0.25 -0.25 0.25 V左 KN V右 KN -0.08 0.08 -0.25 0.25

6.活荷载一作用下框架结构剪力及轴力图分别如图19，20：

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7.考虑梁端弯矩调幅，并将梁端节点弯矩换算成柱边梁端弯矩值，以备内力组合时用。

调幅系数:现浇框架结构，β=0.8~0.9，取β=0.8计算。 柱边梁端弯矩：M'=M-1/2V'b

8.弯矩调幅且换算后的内力图如下图21：

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Ⅳ.情况四

1.情况四与情况三是反对称受力，因此其内力情况应与情况三反对称，计算过程同情况三。

4.3风荷载作用下的内力计算

由于中跨梁柱线刚度比小于3，故，在风荷载作用下采用D值法进行内力计算，结构计算简图如图7所示： 1.计算各层剪力 5Vj=?Fi

i?j2.计算K值及相应的α，

上层K=(i1?i2?i3?i4)/2ic α=K/2+K

下层K=(i1?i2)/ic α=（0.5+K）/（2+K）

3.计算修正刚度D：

D=α×12ic/h2

4.根据求得的K，查《钢筋混凝土结构设计》中册附录10，求得反弯点高比 :

y=y0?y1?y2?y3

其中根据已知条件，y1，y2，y3均为0。

5.以上计算结果如下表所示：

风荷载作用下的相关数据计算

层Vj 次 KN 边柱 κ α 中柱 κ α y。 边 中 1?y 边 中 2 3.38 2.45 0.551 5.28 0.725 0.45 0.45 0.55 0.55 1 10.58 3.03 0.702 6.53 0.824 0.55 0.55 0.45 0.45 层ic 次 hj D1 D2 D3 D4 2 0.47 4.5 0.153 0.202 0.202 0.153 1 0.38 5.1 0.123 0.144 0.144 0.123

6.根据柱的抗侧刚度比值，分配各层剪力Vj到各柱得：

D Vij=Dij/?Dij×Vj

i?A7.计算各柱端弯矩

根据各柱分配到的剪力及反弯点高度比，计算第j 层第i 根柱端弯矩， 柱下端弯矩： Mcb=Vij×yh

柱上端弯矩： Mct=Vij×（1-y）h

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