南京某高中教学楼施工组织设计

第3页 一 建筑设计

1.1 基本设计资料

工程名称：南京市某高中教学楼设计 建筑物所在地： 江苏省南京市某区 工程概况：

本项目为南京市某高中教学楼，拟建于南京某区内，建筑的主要功能用做教学。建筑结构形式为钢筋砼框架结构。建筑物为五层，建筑高度为18.6米。

设计依据：

A、南京市规划局规划设计要点 B、工程地质勘察报告 C、气象资料与荷载规范

D、各类国家建筑、结构设计规范 E、民用建筑设计防火规范 南京市气候条件

年平均温度 20℃

主导风向 全年主导风向为东南风 平均风速 3M/S 最大风速 19.3M/S 基本风压值 0.35KN/M 基本雪压 0.4KN/M 地震烈度 7度近震

地质条件 该工程场区地势平坦，拟建地土类为软弱场地土，

建筑场地类别为三类。

1.2 建筑设计说明

本毕业设计题目为南京市某高中教学楼，拟建于南京市区内，建筑的主

要功能教学使用等。建筑结构形式为钢筋砼框架结构。建筑物为五层，建筑高度为18.6米。作为教学楼，在设计过程中从建筑的功能分区和造型要求着手，结合具体施工的可能性，从合理和经济的角度出发，选择简洁而实用的建筑方案。

平面设计

建筑平面设计是组合布置建筑物在水平方向房屋各部分的组合关系，它包括使用部分和交通联系部分的设计教学楼使用部分的平面设计充分考虑

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第4页 了各种房间的使用功能要求，重点满足教学的主要功能。各房间通风顺畅，不同分区互不影响又相互联系，空间利用合理且满足安全疏散的要求。交通联系部分把各个房间以及各楼层有机地组合起来，考虑到使用部分的功能分区，减少交通干扰。 立面和剖面设计

在建筑立面的处理上，主要是适当地把握好建筑的地域性和时代感想结合的问题。充分利用建筑场地的宽度，把建筑的立面尽量的做大。在建筑立面细部处理上，尽量采用能与建筑气质相关联的形式，使建筑看上去美观，大方，庄重，新颖。

建筑物为五层，建筑物的各层层高除底层均为3.6米，女儿墙为0.6米高，本设计的室内外高差为450mm，在室外设三个踏步起过度作用，剖切面位置见剖面图。

抗震设计

南京为7度抗震设防区，而教学楼为乙类建筑物。按我国抗震设防标准：“小震不坏，中震可修，大震不倒”，本方案的设计满足抗震的要求。

1.3 建筑设计构造做法

为了便于以后的荷载计算，在建筑设计中将建筑构造做法作以说明，具体的做法列于表中：屋面做法（不上人）：

一般做法： 类别 具体做法 30厚细石混凝土保护层 SBS防水层 20厚水泥沙浆找平层 屋面设计 150厚水泥珍珠岩保温层 110厚钢筋混凝土板 15厚板底纸筋石灰 楼面设计 12mm厚大理石地面 30mm厚细石混凝土 一般楼面，采用大理石地面（详细做法见图） 屋面采用不上人屋面（详细做法见图） 备注 4

第5页 110mm厚钢筋混凝土现浇板 15厚天棚水泥砂浆抹灰 15厚1：2水泥石子磨光 素水泥浆结合层一道 20厚1：3水泥砂浆找平层 地面做法 素水泥浆结合层一道 60厚C15混凝土 100厚碎石夯实 素土夯实 15厚1：3水泥砂浆 外墙做法 刷素水泥浆一道 3-4厚水泥胶结合层 8-10厚面砖，1：1水泥砂浆勾缝 一般地面，采用大理石地面，卫生间另说明（详细做法见图） 内墙设计 15厚1：1：6水泥石灰砂浆 5厚1：0.5：3水泥石灰砂浆 满刮腻子一道、底油、铅油、调和漆 采用水泥石灰砂浆 墙裙设计 5厚1：2水泥砂浆面层 15厚1：3水泥砂浆底层 10厚1：1.5水泥石子水磨石面 油漆墙裙1500高（具体做法见图） 踢脚设计 12厚1：2.5水泥砂浆底层（转角处R20）; 10厚缸砖地面 卫生间楼面 5厚1：1水泥细砂浆 20厚1：3水泥砂浆找平 5 水磨石踢脚150高（见祥图） 采用防水面砖地面 第6页 40厚C20细石砼坡向地漏 聚氨脂三遍涂膜防水层厚1.5-1.8 20厚1：3水泥砂浆找平层，四周抹小八字角 80厚现浇楼板 8-10厚地面砖干水泥擦缝 撒素水泥面（洒适量水） 10厚1：2干硬性水泥砂浆结合层 刷素水泥浆一道 卫生间地面 40厚C20细石混凝土 刷冷底子油一道，二毡三油防水层 20厚1：3水泥砂浆粉光抹平 60厚C10混凝土随捣随抹 100厚碎石或碎砖夯实 瓷砖地面 卫生间墙裙 5厚纯水泥浆粘贴层 15厚1：2水泥砂浆底层 10厚1：2.5水泥砂浆抹面 散水做法 60厚C10混凝土 80厚碎砖或道渣 素土夯实 1.3.2屋面排水设计

根据规范要求，适当的划分排水坡、组织排水区，一般每个排水区按每个雨水管排除150-200M2屋面（水平投影）雨水划分。进深超过12M，不宜采用单坡排水。对于刚性防水屋面，最小坡度为1：50，设计中采用排水坡度为1：50。

因为屋面流水线路不宜过长，本方案的宽度大于12M，所以采用双坡排水。

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地砖地面 详见图 第7页 勒脚做法

勒脚是墙身接近室外地面的地方，它有保护墙身和增加建筑物美观的作用。由于一般的防潮层易开裂使用寿命短的特点，本设计中采用了60厚的配筋细石砼防潮带。

二 结构设计说明

结构设计说明目的是对拟建的建筑物进行结构选型，结构布置，以及结构设计过程中所要考虑的一些设计原则和规定等。

2.1 结构选型的确定

结构的选型主要是根据设计的功能要求、地质条件和受荷情况以及经济等角度来判断结构的选型。

常见的钢筋混凝土结构体系 a、框架结构体系

框架结构是由梁、柱构件通过接点连接而成。当结构单元的竖向和水平荷载完全由框架结构承担时，这种结构体系称为框架结构体系。

框架结构体系可以比较灵活的配合建筑平面的布置，安排需要较大空间的会议室、商场、餐厅、娱乐室、实验室等。具有一定的灵活性，所以在我国现阶段一些地区的公共建筑、综合大楼等的结构选型中被广泛采用。同时作为框架体系有不同于其他结构体系的优点。

框架结构的梁、柱等构件比较容易标准化、定型化，便于采用装配式整体结构，适用于层数不太高的建筑。当建筑物层数不断增多时，水平荷载对梁、柱的截面尺寸和配筋量的控制作用就越来越大。当层数相当多的时候，底部各层不但柱的轴力很大而且梁和柱的由水平荷载所产生影响的弯距也明显增加，从而导致截面尺寸和配筋增大。对建筑平面布置和空间处理就可能带来困难，影响建筑空间的合理使用，在材料消耗和造价方面，也将趋于不合理，影响设计的竞争力。

框架结构的自震周期长，建筑物自重较小，从而承受的地震荷载也比较小，这是对抗震比较有利的一方面。但是另一方面，国内外许多震害都表明：高层框架由于侧向刚度小，在强烈地震作用下的顶端水平位移和底部的层间位移都过大，致使非承重结构的严重破坏，即填充墙、建筑装修和设备管道严重破坏。

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第8页 框架结构的特点是：它的优点是建筑平面布置灵活，因而使用也就非常灵活；框架抗侧移主要取决于梁、柱子的截面尺寸。通常，梁柱的截面惯性矩小，侧向变形大，这是框架结构的主要特点，也因此而限制了框架结构的高度。 b、剪力墙体系

承受建筑物竖向和水平荷载的主体结构全部为剪力墙时，即形成剪力墙结构体系。

剪力墙结构体系自重较大，侧向刚度大，自重周期短，因而导致产生较大的地震荷载。但剪力墙的截面有效工作高度大，截面惯性矩大，所以很容易满足强度要求。

现浇钢筋砼剪力墙结构，由于整体性好和刚度大，在水平荷载作用下侧向变形小，顶端水平位移和层间相对位移通常都能满足要求。切由于侧向变形小，有利于避免内部隔断墙、建筑装修、设备管道等非结构性破坏，也有利于防止过大的位移对主体结构在强度和稳定性方面造成的不利影响。

剪力墙结构体系的缺点是：剪力墙间距不能太大，平面布置不灵活，立面处理不灵活，很难满足公共建筑等使用大空间的要求。结构自重较大往往导致增加基础工程的造价，也从一定程度上影响到设计的竞争力。 c、框架-剪力墙体系

框架-剪力墙体系是在框架体系的基础上增加一定数量的纵向和横向剪力墙，所构成的双重体系。框架体系具有空间大，平面布置灵活，立面处理丰富等优点，但侧向刚度差，抵抗水平荷载能力低，底部层间位移大容易引起非结构性破坏和次生灾害，对抗震不利。

但剪力墙体系则相反,抗侧力强度和刚度均很大，但平面布置不灵活，不适应大空间的要求。因此，把两种结构体系结合起来，在同一结构中同时采用框架和剪力墙结构，共同承受竖向和水平荷载，可做到取长补短的作用。

在水平荷载的作用下，剪力墙的存在，不但使框架各层梁柱值降低，而且使各层梁弯矩沿高度方向的差异减小，在数值上趋于均匀。与框架结构相比，框架剪力墙结构体系的抗侧力能力大大提高，地震作用下侧移减小，非结构性破坏一般较轻，是抗震性较好的结构体系。

结构选型

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第9页 结构体系方案选择要根据拟建建筑物的高度、用途、施工条件、经济等进行比较。经过对以上三种结构体系的比较，针对自己的设计题目—徐州市方正公司办公楼，我选择了框架结构，理由如下：

框架结构建筑平面布置灵活，可以有较大的空间的会议、办公等，并且可以需要用隔断分隔成小房间或者是拆除改成大房间，使用灵活。

建筑物选址于南京，为七度近震。根据建筑物所在地的设防烈度及房屋的使用情况、层数、建筑物的高度等因素，根据《抗震设计手册》的规定：设防烈度为7度，高度为50M以下的房屋采用钢筋混凝土框架结构体系较为合理。

2.2 结构设计原则

延性原则

结构、构件或者截面的延性是指他们进入破坏阶段以后，在承载力没有明显下降的情况下承受变形的能力。也就是说，延性反映他们后期变形的能力。后期是指从钢筋开始屈服进入破坏阶段直到最大承载力（或者下降到最大承载力的85%）时的整个过程。延性差的结构、构件或者截面，其后期变形能力小，在达到其最大承载力后会突然发生脆性破坏，在设计中是应当要避免的，因此，对结构、构件或截面除了要满足承载力的要求之外，还要求他们具有一定的延性，其目的在于：

a、防止发生象超筋梁那样的破坏，以确保人的生命和国家财产的安全。 b、在超静定结构中，能更好地适应地基的不均匀沉降以及温度的变化等情况。

c、使超静定结构能够充分的进行内力的重分布，并避免配筋疏密悬殊，便于施工，节约钢材。

d、有利于吸收和耗散地震能量满足抗震方面的要求。

强柱弱梁的原则—控制塑性铰的位置：

强柱弱梁的设计原则是通过控制梁、柱的相对强度，以保证塑性铰首先出现在框架梁中，尽量避免或减少在框架柱中出现塑性铰。因为塑性铰出现在框架柱中，结构很容易形成几何可变体系而倒塌。

强剪弱弯原则—控制构件的破坏形态：

强减弱弯是要求构件的受剪承载力大于因弯距出现塑性铰时的截面剪力，即保证在塑性铰形成并转动前，不出现剪切脆性破坏。为此，在设计

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第10页 中有意识的提高构件的受剪承载力，以保证结构的塑性铰按设计要求出现在受剪破坏之前，增强框架结构的延性性质。

强节点、强锚固原则—保证结点区的承载力：

结构分析时往往以梁端或柱端为控制截面进行构件的配筋计算，而把梁柱胶结区作为一个理想的刚结点。强节点、强锚固的设计原则是为了充分发挥塑性铰的作用，避免节点破坏或锚固失效出现在塑性铰发挥作用之前，这样才能使梁柱构件的承载力和变形能力得到充分的发挥，以确保框架结构的延性要求。

2.3 结构布置

结构布置要点

结构布置包括结构平面布置和结构剖面布置，建筑物的房屋楼面标高变化不大时，可只做结构平面布置，如屋面、各层楼面以及基础等结构平面布置，本建筑物只作结构平面布置。

结构布置应在建筑平面、立面剖面确定好之后进行，且上一层的结构应在下一层的结构平面图上布置。 进行布置时应注意以下几点： a、 既要满足建筑功能的要求，又要使结构合理，受力明确，如柱网的尺寸，从建筑上讲柱网间距越大越好，但结构上却不宜过大，主梁的跨度一般为5-8M，次梁为4-7M，若为混凝土过梁，跨度可达12M。 b、房屋平面内质量分布和抗侧力构件的布置基本均匀对称。 c、 楼层刚度不小于其相邻层刚度的70%，且连续三层总的刚度降低不超过50%。 d、应考虑是否设置变形缝，房屋的长度大于50M时，应设置伸缩缝一个。该建筑物长度为43.2M，因此没有设置变形缝。 e、 房屋立面局部收进的尺寸，不大于该方向总尺寸的25%。

截面设计要点 a、材料：

《建筑抗震设计规范》对混凝土强度等级的要求是：当按一级抗震等级设计框架梁时，其混凝土强度等级不应低于C30，当按二、三级抗震等级设计框架梁时，其混凝土强度等级不应低于C20。

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第11页 《建筑抗震设计规范》对钢筋强度等级的要求是：框架梁中的纵向受力钢筋宜采用II、III级变形钢筋，钢箍宜采用I、II级钢筋。在施工中，不宜以强度等级较高的钢筋代替原设计中的钢筋，如必须代换时，应按钢筋拉应力设计值相等的原则进行代换。 b、截面尺寸

确定框架梁的截面尺寸，应从强度、稳定、经济、防止脆性破坏等几方面综合考虑。《建筑抗震设计规范》规定，梁的截面尺寸应符合下列各项要求：

1）框架梁宽应不小于200mm且 不应小于柱宽的1/2。这是为了保证梁的侧向稳定。

2）梁截面的高宽比应不大于4。这也是为了保证梁的侧向稳定。 3）框架梁的跨高比不宜小于4。这是为了避免出现深梁的脆性破坏。当框架梁的净跨与截面高度之比小于4时，该梁以剪切变形为主，容易发生剪切脆性破坏。

4）按最大相对受压高度控制最小截面尺寸。 5）按最大剪压比控制最小截面尺寸。

6）按工程实践经验确定梁的截面尺寸。

框架柱的截面设计 a、材料：

《建筑抗震设计规范》对混凝土强度等级的要求是：当按一级抗震等级设计框架柱时，其混凝土强度等级不应低于C30，当按二、三级抗震等级设计框架柱时，其混凝土强度等级不应低于C20。由于混凝土的抗压强度高，在框架柱中采用强度等级较高的混凝土比较经济。

《建筑抗震设计规范》对钢筋强度等级的要求是：框架柱中的纵向受力钢筋宜采用II、III级变形钢筋，钢箍宜采用I、II级钢筋。

b、截面尺寸

对于多层钢筋混凝土框架，柱的截面尺寸通常采用400*400，450*450，500*500。

确定框架梁的截面尺寸，应从强度、稳定、经济、防止脆性破坏等几方面综合考虑。《建筑抗震设计规范》规定，柱的截面尺寸应符合下列各项要求：

1）按震害规律，框架柱截面宽度不宜小于300MM。

2）按剪跨比最小值限制框架柱的截面尺寸，延性框架柱的剪跨比最小值为2，即柱净高与截面高度比不宜小于4。

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第12页 三、 框架设计

3.1 工程概况

某综合办公楼为五层钢筋混凝土框架结构体系，层高为3.6 m，室内外

8轴及○4轴作为设计对象）高差0.45 m。框架平面柱网布置图2-1所示，（取○

图2-1 框架平面柱网布置

3.2 设计资料

(1)气象条件

基本雪压=0.4kN/m2；基本风压=0.35 N/m2 (2)抗震设防 7度近震。 (3)材料

混凝土采用C25，纵筋Ⅱ级，箍筋Ⅰ级 (4)屋面及楼面做法 屋面做法（不上人）：

30厚细石混凝土保护层 SBS防水层

20厚水泥沙浆找平层 150厚水泥珍珠岩保温层 110厚钢筋混凝土板

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第13页 15厚板底纸筋石灰

楼面做法：

12mm厚大理石地面 30mm厚细石混凝土 110mm厚钢筋混凝土现浇板 15厚板底纸筋石灰

3.3设计内容：

(1)初估截面尺寸 a、框架柱子

截面尺寸均为

N/Afc＝0.8(抗震等级为二级的框架结构取0.8) 边柱A=N/ufc=1.3×4×3.5 ×14×5×1000/(14.3×0.8)

=111363 mm2

中柱A=N/ufc=1.25×4×(3.5+2.9)×14×5×1000/(14.3×0.8)

=195805 mm2

统一取正方形截面，A1/2=443mm为保证安全取b×h=500mm×500mm

b、框架梁(KL1)：

h=(1/8~1/12)l=(1/8~1/12)×7.0m=0.875~0.58m取h=600mm b=(1/2~1/3)h= (1/2~1/3)×0.6=0.2~0.3m，且梁的截面宽不少于柱截面宽的1/2，取b=300mm；

c、中间框架梁(KL2)：由于跨度小，故取b×h＝300mm×500mm d、纵向框架梁(KL3)：同KL1 (2)楼板厚度：（采用双向板） H≧l/50 取h=110mm。 (3)梁的计算跨度

梁的跨度：取轴线间距，即KL1梁为7m,KL2梁为4m，KL3

为5.8m。

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第14页 图2-2 框架梁编号

(4)柱高度

底层柱子高h=3.6m+0.45m+0.50m=4.55m，其中3.6m为层高，0.45m为室内外高差，0.50m为基础顶面至室外地坪的高度。其他层柱高等于层高即为3.6m。由此得框架计算简图，见图2-3。 3.4 荷载计算

(1) 屋面均布荷载：

30厚细石混凝土保护层 0.03m×24=0.72 kN/㎡ SBS防水层 0.30 kN/㎡ 20厚水泥沙浆找平层 0.02m×20=0.40 kN/㎡ 150厚水泥珍珠岩保温层 0.15m×4=0.6 kN/㎡ 110厚钢筋混凝土板 0.11m×25=2.75 kN/㎡ 15厚板底纸筋石灰 0.015m×16=0.24 kN/㎡ 共计： 5.01 kN/㎡ 屋面恒载标准值： 5.01 kN/㎡

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第15页 Z2Z2Z2Z2Z1C5800Z2Z2Z2Z2Z1B7000Z2Z2Z2Z2Z1A4550

图2-3横向框架计算简图及柱编号

(2)楼面均布恒载（按楼面做法逐项计算）：

12mm厚大理石地面 0.012m×28=0.34 kN/㎡ 30mm厚细石混凝土 0.03m×24=0.72 kN/㎡ 110mm厚钢筋混凝土现浇板 0.11m×25=2.75 kN/㎡ 15厚板底纸筋石灰 0.015×16=0.24 kN/㎡ 合计： 4.05kN/㎡ 楼面恒载标准值： 4.05kN/㎡ (3)屋面均布活载

对于不上人屋面均布活载：0.5 kN/㎡ (4)楼面均布活载：

对于办公楼取均布活荷载为：2.0kN/㎡

(5)梁柱自重（包括梁侧，梁底，柱抹灰重量）

梁侧、梁底抹灰，柱四周抹灰，近似按加大梁宽及柱宽计算来考虑。

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3600360036003600 第16页 表2-1 梁柱自重表

梁（柱）编 号 KL1 KL2 KL3 Z2 Z1 截面（㎡） 0.3×0.6 0.3×0.5 0.3×0.6 0.5×0.5 0.5×0.5 长度（ｍ） 7.24 4 5.8 3.6 4.55 根数 12×5=60 24×5=120 3×5=15 27×5=135 27 每根重量（kN） 30.15 13.26 24.16 26.24 33.17 注：每根重量为：0.34×0.49×7.24×25=30.15 kN（考虑抹灰） 对于柱，则：0.54×0.54×3.6×25=26.24 kN（考虑抹灰）

(6)墙体自重：

墙体均为240mm厚墙。墙两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。

表2-2 墙体自重

底层纵墙 底层横墙 其他层纵墙 其他层横墙 每片面积 66.2+30.55 6.24×3 131.26 6.24×3.0 片数 1 10 1 10 重量(kN) 1741.5 3369.6 2362.68 3369.6 图2-4 质点重力荷载值

(7)荷载分层总汇

a、顶层重力荷载代表值包括

顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载+50%活载+梁自重（纵横梁）+半层柱自重+半层墙体自重。 b、其他层重力荷载代表值包括：

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

将前述荷载相加，得集中于多层楼面的重力荷载代表值如下：

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G5=16224.74kN G4=14911.92kN G3=14911.92kN G2=14911.92kN G1=14694.91kN 第17页 第五层：G5=16224.74kN 第四层：G4=14911.92 kN 第三层：G3=14911.92 kN 第二层：G2=14911.92 kN 第一层：G1=14694.91 kN 建筑物重力荷载代表值为： G=16224.74+14911.92 ×3+14694.91 =75655.41 kN

质点重力荷载值见图2-4. 3.5 水平地震力作用下框架侧移计算

(1)横梁线刚度：

采用混凝土C30，Ec =3.0×107kN/㎡

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，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩），对中框架取I=2.0I0。横梁线刚度计算结果见表2-3。

表2-3 横梁线刚度计算

梁 号 L KL1 KL2 KL3 截面 b×h 惯性矩 跨度 边框架梁 中框架梁 Ib=2.0I0 10.8×10-3 6.26×0-3 10.8×10-3 Ib=EIb/l 4.63×104 4.7×04 5.59×104 ?m? 2l?m? 7 4 5.8 bh3I0? 125.4×10-3 3.13×10-3 5.4×10-3 Ib?1.5I0 Ib=EIb/l 0.3×0.6 0.3×0.5 0.3×0.6 8.1×10-3 3.47×104 4.7×10-3 3.53×104 8.1×10-3 4.19×104

(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。

表2-4 柱线刚度

柱号

截面 柱高度 惯性矩 17

线刚度

第18页 Z （㎡） 0.5×0.5 0.5×0.5 （m） 4.55 3.6 Z1 Z2 bh3（m4） I0?125.21×10-3 5.21×10-3 ic=EI0/h（kN·m） 3.44×104 4.34×104 表2-5 横向框架柱侧移刚度D值计算

项目 柱类型 边框架边柱 底 层 中框架中柱 中框架边柱（A轴） 中框架边柱（C轴） K?K??Kb(一般层) 2Kc?Kb(底层)Kc层次 K （一般层）2+K0.5?K??(底层)2+K??D??Kc12(kN/m) 2h根数 4 3 17 3 3.47/3.44=1.01 (4.63+5.59)/3.44=2.971 4.63/3.44=1.356 5.59/3.44=1.625 0.502 0.70 0.553 0.586 304421 10009 13957 11027 11685 ?D 边框架边柱 二 三 四 五 层 中框架边柱（A轴） 中框架边柱（C轴） 中框架中柱 2×3.47/(2×4.34)=0.8 0.286 0.348 0.392 0.541 11493 4 2×4.63/(2×4.34)=1.066 2×5.59/(2×4.34)=1.288 2×(4.63+5.59)/(2×4.34)=2.355 396179 13984 17 15753 21740 3 3 ?D

(3)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频公式。这

T1?1.7?0?T

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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：

第19页 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，

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；

表2-6 横向框架顶点位移

层间相对位移层次 5 4 3 2 1 Gi（kN） 16224.74 14911.92 14911.92 14911.92 14964.91 ?Gi（kN） 16224.74 31136.66 46048.58 60960.5 75925.41 Di（kN/m） 396179 396179 396179 396179 304421 ?i??GiDi ?i 0.6391 0.5981 0.5195 0.4033 0.2494 0.0410 0.0786 0.1162 0.1539 0.2494 0.6×0. 63911/2=0.815（s） T1?1.7?0?T =1.7×

(4)横向地震作用计算

在II类场地，7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=0.4s，水平地震影响系数最大值?max=0.08

由于T1=0.843＞Tg=1.4×0.4=0.56（s），应考虑顶点附加地震作用。

0.815+0.01=0.075 ?n=0.08T1+0.01=0.08×顶点附加水平地震作用： α1=(Tg/T1)0.9α

max

=0.064

FEX=α1GEq=α10.85∑Gi=0.064×0.85×75655.41=4115.65 kN

4115.65=308.67kN ?Fn=?nFEK=0.075×

各层横向地震剪力计算见表3-7，表中：

Fi?GiHi7?GHjj?1FEK(1??n)

j表2-7 各层横向地震作用及楼层地震剪力

19

第20页 层次 5 4 3 2 1 hi（m）3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 Hi （m） 18.0 14.4 10.8 7.2 4.55 Gi （kN） GiHi?kN?m? GiHi ?GHjj?17Fi （kN） 1123.363 601.502 449.223 300.751 186.533 Vi （kN） 1123.363 1724.865 2174.088 2474.839 2661.372 j16224.74. 292045.32 14911.92 214731.65 14911.92 161048.74 14911.92. 107365.83 14694.91 66861.84 0.214 0.158 0.118 0.079 0.049 注：表中第5层Fi中加入了?Fn。

横向框架各层水平地震作用和地震剪力见图2-5。

1123.363 601.502 449.223 2174.088 300.751 186.533 2474.839 2661.372 1123.363 1724.865

图2-5 横向框架各层水平地震作用和地震剪力

(5)横向框架抗震变形验算 详见表2-8。

表2-8 横向变形验算

20

第21页 层次 层间剪力Vi （kN） 层间刚度Di （kN/m） 396179 396179 396179 396179 304421 层间位移Vi层高 Di 层间相对弹性转角?e 0.789×10 1.208×10 1.525×10 1.736×10 1.921×10 -3-3-3-3-3hi （m） 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 -3

（m） 2.84×10-3 -3-3-3-35 4 3 2 4 1123.363 1724.865 2174.088 2474.839 2661.372 4.35×10 5.49×10 6.25×10 8.74×10 注：层间弹性相对转角均满足要求。?e＜[?e]=1/450=2.222×10。

(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2-6，图2-7。

表2-9 柱端计算

层高 层间剪力 层间刚度 A轴柱（边柱） 层次 5 4 3 2 1

Ni 3.60 Vi 1123.36 Di 396179 396179 396179 396179 304421 Dim 13984 13984 13984 13984 11027 Vi,m 39.3 60.3 76.1 86.6 93.1 k 1.066 1.066 1.066 1.066 1.356 y 0.35 0.40 0.45 0.50 0.64 M上 91.96 130.25 M下 49.52 86.83 3.60 1724.87 3.60 2174.09 3.60 2474.84 4.55 2661.37 150.68 123.28 155.88 155.88 152.50 271.11 续表2-9

层

层高 层间剪层间 21

B轴柱（中柱） 第22页 次 Ni 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 力Vi 刚度 Di 396179 396179 396179 396179 304421 Dim 21740 21740 Vi,m 61.8 94.9 k y M上 129.04 187.90 215.28 244.98 299.75 M下 93.44 153.74 215.28 244.98 366.37 5 4 3 2 1 1123.36 1724.87 2174.09 2474.84 2661.37 2.355 0.42 2.355 0.45 21740 119.6 2.355 0.50 21740 136.1 2.355 0.50 13957 146.4 2.971 0.55 层次 5 4 3 2 1 层高 层间剪力Vi 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 1123.36 1724.87 2174.09 2474.84 2661.37 层间 刚度 C轴柱（边柱） 续表2-9 Ni Di 396179 396179 396179 396179 304421 Dim 15753 15753 15753 15753 Vi,m 44.9 69.0 87.0 99.0 k y M上 103.45 146.56 169.13 178.2 176.70 M下 58.19 101.84 144.07 178.2 288.31 1.288 0.36 1.288 0.41 1.288 0.46 1.288 0.50 1.625 0.62 11685 102.2 注：表中：y?y0?y1?y2,3 Vim?VCDim/Di M下?Vimyihi

M上?Vim?1?yi?hi

表2-10 框架梁柱弯矩，梁端剪力及柱轴力

层次 5 4 3 2 1

L (m) 7 7 7 7 7

M左

(kNm)

AB跨

M右

(kNm)

BC跨

V

L

M左

(kNm)

柱轴力

V (kN) 30.01 61.83 81.52 98.97

NA (kN) -22.93 -66.82

NB (kN) -7.08 -25.02

NC (kN) -30.01 -91.84

M右

(kNm)

(kN) (m) 22.93 5.8

91.96 58.46 70.58 103.45

179.77 127.45 43.89 5.8 153.89 204.75 237.51 167.17 57.81 5.8 201.85 270.97 279.16

208.5

69.67 5.8 251.76 322.27

354.9

-124.63 -48.73 -173.36 -194.3

-78.03 -272.33

308.38 246.78 79.31 5.8 297.95 112.56 -273.61 -111.28 -384.89

图2-6地震作用下框架弯矩

22

第23页

3.6 竖向荷载作用下横向框架的内力分析

(1)计算单元

取⑧轴线横向框架进行计算,计算单元宽度为4.0m,如下图2-8所示.其中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通过纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架,作用于给节点上.为了计算简单,假定纵向框架梁的中心线和柱的中心线重合.

23

第24页 图2-8横向框架计算单元

(2)荷载计算 1)恒载计算

在图2-9中,q1、q1'代表横梁自重,为均布荷载.对于第5层

q1=4.725kN/m q1'=4.725kN/m

'分别为房间传给横梁的梯形荷载,由图2-8所示几何关系可得 q2和q2'=5.01×(5.8×2/3) =19.372kN/m q2=5.01×(7×2/3) =23.38kN/m q2P1、P2分别为由梁直接传给柱的恒载,它包括梁自重、楼板重和女儿墙等重力荷载,计算如下:

P1= (4×7×1/3×1/2)×5.01+3.938×4+5.24×0.6×4=51.71kN P2=(4×7×1/3×1/2×2)×5.01+3.938×4=62.51kN

24

第25页 对2~4层, q1包括梁自重和其上横墙自重,为均布荷载,其它荷载计算方法同第五层,结果为

q1=4.725＋5.24×(3.6－0.6)=20.445kN/m q1'=4.725kN/m

'=4.05×(5.8×2/3) =15.66kN/m q2=4.05×(7×2/3) =18.9kN/m q2P1= (4×7×1/3×1/2)×4.05+3.938×4 +5.24×(3.6－0.6)×(4－0.5)=89.67kN

P2= (4×7×1/3×1/2×2)×4.05+3.938×4 +5.24×(3.6－0.6)×(4－0.5)=108.57kN

P1q2P2'q2P1Aq1Bq1'C

图2-9各层梁上作用的恒载

对1层

q1=4.725＋5.24×(4.55－0.6)=25.423kN/m q1'=4.725kN/m

'=4.05×(5.8×2/3) =15.66kN/m q2=4.05×(7×2/3) =18.9kN/m q2P1= (4×7×1/3×1/2)×4.05+3.938×4 +5.24×(4.55－0.6)×(4－0.5)=107.1kN

P2= (4×7×1/3×1/2×2)×4.05+3.938×4 +5.24×(4.55－0.6)×(4－0.5)=126.0kN 2)活荷载计算

活荷载作用下荷载各层框架梁上的荷载分布如图2-10所示.

25

第26页 P1q2P2B'q2P1CA图2-10各层梁上作用的活载

对于第5层

q2/3) =2.33kN/m q'2=0.5×(7×2=0.5×(5.8×2/3) =1.93kN/m P1= (4×7×1/3×1/2)×0.5=2.33kN P2=(4×7×1/3×1/2×2)×0.5=4.67kN 对2~4层,

q×(7×2/3) =9.32kN/m q'2=22=2×(5.8××2/3) =7.72kN/m P1= (4×7×1/3×1/2)×2=9.32kN P2= (4×7×1/3×1/2×2)×2=18.68kN 对1层

q'2=2×(7×2/3) =9.32kN/m q2=2×(5.8××2/3) =7.72kN/m P1= (4×7×1/3×1/2)×2=9.32kN P2= (4×7×1/3×1/2×2)×2=18.68kN 将以上计算结果汇总,见表2-11和2-12.

表2-11 横向框架恒载汇总表

层次

q'1

q1 q2

q'2 P1

26

P2

第27页 5 2~4 1

4.725 20.445 25.423

4.725 4.725 4.725

23.38 18.9 18.9

' q219.37 15.66 15.66

51.71 89.67 107.1

62.51 108.57 126.0

表2-12 横向框架活载汇总表

层次 5 2~4 1

q2 2.33 9.32 9.32

P1 2.33 9.32 9.32

P2 4.67 19.68 19.68

1.93 7.72 7.72

(3)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

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。 b、传递系数

远端固定，传递系数为1/2； c、弯矩分配

恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算见表2-13，框架的弯矩图见图2-11；活荷载作用下，框架的弯矩分配计算见表2-14，框架的弯矩图见图2-12；

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2-10，图2-11中括号内数值。

表2-12 恒载弯矩分配图

上柱 下柱 右梁 五层 左梁 上柱 下柱 右梁 五层 左梁 上柱 下柱

27

第33页 式中 Vq——梁上均布荷载引起的剪力，V? Vm——梁端弯矩引起的剪力，Vm?柱轴力： N?V?P 式中：V——梁端剪力；

P——节点集中力及柱自重。

1ql； 2M左?M右。 l以AB跨，五、四层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。 由图2-8查得梁上均布荷载为： 第四层：q=39.345kN/m

集中荷载：P1=89.67kN，P2=108.57 kN 柱自重26.244kN 第五层：q=28.105kN/m 由图2-10查得 四层梁端弯矩：

m（101.68kN·m）M右=148.2kN·m（118.56kN·m） M左=127.1kN·五层梁端弯矩：

m（55.1kN·m）M右=108.81kN·m（87.05kN·m） M左=68.87kN·括号内为调幅的数值。

五层梁端剪力： VqA =VqB =ql/2=1/2×28.105×7.0=98.37kN 调幅前：VmA=VmB=(68.87-108.81)/7.0=-5.71 kN

VA=98.37-5.71=92.66kN VB=98.37+5.71=104.08kN 调幅后：VmA=VmB=(55.1-87.05)/7.0=-4.56 kN

VA=98.37-4.56=93.81kN VB=98.37+4.56=102.93kN

同理可得四层梁端剪力：

调幅前：

VA=(39.345×7.0/2)+(127.1-148.2)/7=134.69 kN VB=(39.345×7.0/2)-(127.1-148.2)/7=140.72 kN 调幅后：

VA=(39.345×7.0/2)+(101.68-118.56)/7=135.3 kN

33

第34页 VB=(39.345×7.0/2)-(101.68-118.56)/7=140.12 kN

五层A柱柱顶及柱底轴力：N顶=V?P =93.81+57.71=151.52kN N底=151.52+26.24=177.76kN 四层A柱柱顶及柱底轴力：N顶=177.76+135.3+89.67=402.73kN N底=402.73+26.24=428.97kN 其他层梁端剪力及柱轴力计算见表2-14，表2-15。

荷载引起

层的剪力 次

AB跨 BC跨 Vqa VqB =VqB

=VqC

5

98.37

69.88

4 137.71 59.12

3 137.71 59.12

2 137.71 59.12

1 155.13 59.12

荷载引起

层的剪力 次

AB跨 BC跨 Vqa VqB =VqB

=VqC

5 8.16 5.60

4 32.62 22.39 3 32.62 22.39 2 32.62 22.39

表2-14恒荷载作用下梁端剪力及柱轴力（单位：kN）

弯矩引起 的剪力 总剪力

柱端轴力AB跨 BC跨 AB跨 BC跨

A柱

B柱

Vma VmB =-VVB

VB

VV顶

V顶 C

mB

=VVA

mC

V底

V底

-5.71 9.29 92.66 104.08 79.17 60.59 151.52 245.76 (-4.56) （7.41） (93.81) (102.93) (77.29) (62.47) 177.76 272 -3.01 8.28 134.69 140.72 67.4 50.84 402.73 588.69 (-2.41) (6.62) (135.3) (140.12) (65.74) (52.5) 428.97 614.93 -3.23 8.40 134.48 140.94 67.52 50.72 653.77 931.96 (-2.58) (6.70) (135.13) (140.29) (65.82) (52.42) 680.01 958.2 -3.09 8.19 134.62 140.8 67.31 50.93 904.92 1274.88 (-2.47) (6.55) (135.24) (140.18) (65.67) (52.57) 931.16 1301.12 -4.53 11.27 150.6 159.66 70.39 47.85 1189.77 1657.17 (-3.62)

（9.01）

(151.51)

(158.75)

(68.13)

(50.11)

1216.01

1683.41

表2-15活荷载作用下梁端剪力及柱轴力（单位：kN）

弯矩引起 的剪力 总剪力

柱端轴力AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱

B柱

Vma VmB =-VVV顶 V顶 B

VB

VC

mB =VVA

mC V底

V底

-0.26 0.84 7.9 8.42 6.44 4.76 10.28 19.53 (-0.21) (0.67) (7.95) (8.37) (6.27) (4.93) 36.24 45.77 -1.06 2.01 31.56 33.68 24.4 20.38 77.61 123.53 (-0.85) (1.61) (31.77) (33.47) (24) (20.78) 103.85 149.77 -0.96 1.86 31.66 33.58 24.25 20.53 145.02 227.28 (-0.77) (1.49) (31.85) (33.39) (23.88) (20.9) 171.26 253.52 -0.94 1.85 31.68 33.56 24.24 20.54 212.45 331 (-0.75)

(1.48)

(31.87)

(33.37)

(23.87)

(20.91)

238.69

357.24

34

C柱

V顶 V底

120.18 146.42 298.56 324.8 466.89 493.13 635.37 661.61 818.82 845.06

C柱

V顶 V底

7.26 33.5 63.6 89.84 120.06 146.3 176.53 202.77

第35页 24.58 (24.14)

20.2 (20.64)

1 32.62 22.39

-1.05 (-0.84)

2.19 (1.75)

31.57 (31.78)

33.67 (33.46)

279.79 306.03 435.17 461.41 232.73 258.97

3.7内力组合

(1)框架梁内力组合

在恒载和活载作用下，跨间Mmax可以近似取跨中的M代替：

M?M右1Mmax?ql2?左

82式中：

q——恒载和活载的组合值。

l——梁的计算跨度。

M左、M右——梁左、右端弯矩，见图2-11、2-12括号内数值。

11跨中M若小于ql2应取M＝ql2

1616在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数解法计算，见表2-16。

表2-16 跨间最大弯矩MGE 项目 位置 5 4 AB 3 跨 2 1 5 4 BC 3 跨 2 1 1.2（恒+0.5活） 123.99 123.98 123.98 123.98 120.29 38.18 38.20 38.20 38.20 41.56 137.09 137.09 137.09 137.09 136.00 38.18 38.20 38.20 38.20 41.56 1.3地震 137.12 8153.97 182.52 206.62 211.07 93.89 108.71 124.87 136.02 153.37 108.45 125.58 133.14 157.13 177.18 93.89 108.71 124.87 136.02 153.37 q MGC?kN?m? MGE?kN?m? MEC?kN?m? MEF(kN?m) ?kN/m? 28.82 43.38 27.08 22.49 注：MGC、MGE——重力荷载作用下的梁端的弯矩；

MEC、MEF——水平地震作用下梁端的弯矩

RC、RE——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力

35

第36页 RC=1/2-1/l(MGE－MGC＋MEC＋MEF) X1=RC/q

MGE=1/2qx2－MGC＋MEC

当X1＜l或X1＜0时，表示最大弯矩发生在支座处。应取X1=l或X1=0，用M=RCx－1/2qx－MGC?MEC计算MGE

2梁内力组合见表2-18

表2-18 梁内力组合表

层位内力 次 置 荷载类别 恒载① -93.94 116.91 -103.69 119.65 -28.42 18.53 114.05 -17.30/5.56 -93.94 116.91 -103.69 119.95 -28.63 18.53 114.05 -17.31/5.56 -93.94 活载② 地震荷载③ 竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② -139.01 173.09 -153.98 177.78 -43.61 33.32 168.82 -23.62/10.00 -138.99 173.09 -153.97 177.78 -43.65 33.32 168.84 -23.66/10.00 -138.99 1.2(①+0.5②)±1.3③ 13.13 -245.54 192.55 55.71 179.56 29.99 -262.67 197.27 70.50 183.46 58.54 -261.11 188.46 -28.65 -132.06 105.22 147.43 -277.96 193.18 -11.51 -146.91 117.57 151.57 -306.50 C右 M V M V M V -18.77 23.43 -21.11 24.17 -6.79 7.92 22.83 -2.04/2.38 -18.76 23.43 -21.10 24.17 -6.81 7.92 22.84 -2.06/2.38 -18.76 ±105.48 26.24 83.42 26.24 ±72.22 60.18 ±118.44 29.87 96.60 29.87 ±83.62 69.68 ±140.4 36

E左 5 E右 跨中 MCE MEF M V M V M V C右 E左 4 E右 跨中 MCE MEF M 3

C右 第37页 E左 V M V M V 116.91 -103.69 119.95 -28.43 18.53 114.05 -17.31/5.56 -93.94 116.91 -103.69 119.65 -28.43 18.53 114.05 -17.31/5.56 -91.14 116.63 -102.86 120.69 -30.98 18.53 115.87 6 23.43 -21.10 24.17 -6.81 7.92 22.84 -2.06/2.38 -18.76 23.43 -21.10 24.17 -6.81 7.92 22.84 -2.06/2.38 -18.2 23.38 -20.95 24.24 -7.30 7.92 23.19 -2.55/2.38 34.91 110.95 34.91 ±96.05 80.04 ±158.94 38.86 120.87 38.86 ±104.63 87.19 ±162.36 41.48 136.29 41.48 ±117.98 98.32 173.09 -153.97 177.78 -43.65 33.32 168.84 -23.66/10.00 -138.99 173.09 -153.97 177.78 -43.65 33.32 168.84 -23.66/10.00 -134.85 172.69 -152.76 178.28 -47.40 33.32 171.51 -27.40/10.00 281.32 203.83 86.66 199.58 82.64 -294.22 208.96 93.73 206.54 90.78 -313.18 200.37 111.82 206.52 199.73 7.15 -163.07 131.04 146.49 -330.61 204.87 20.04 -178.31 140.34 152.62 -331.36 207.91 41.18 -194.93 154.80 166.30 E右 MCE 跨MEF 中 M C右 E左 2 V M V M V 跨中 E右 MCE MEF M C右 E左 1 V M V M V E右 跨中 MCE MEF-19.86/5.5 注：①表中弯矩的单位为 kN?m,剪力单位为kN。

②表中跨中组合弯矩未填处均为跨间最大弯矩发生在支座处 ，其值与支座正弯矩

组合值相同

(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2-20、表2-21。

37

第38页 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2-19。

表2-19 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 0.85 4～5 0.70 6～8 0.65 9～20 0.60 ＞20 0.55 注：第5层的活荷载采用折减系数?＝0.85； 第4层、第3层的活荷载采用折减系数?＝0.70； 第2层、第1层的活荷载采用折减系数?＝0.65。

表2-20 C柱内力组合表

层位内次 置 力 5 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 M N M N M N M N M 荷载类别 地震荷活载② 载③ 63.36 9.4 65.22 94.34 -14.05 ±51.84 65.22 94.34 66.6 9.4 95.09 118.71 -14.05 ±66.6 118.77 95.09 9.4 73.8 143.2 -14.05 143.2 9.4 167.63 -15.28 167.63 7.47 191.01 -3.74 191.01 130.0 ±73.8 130.0 85.14 168.86 ±69.66 168.66 92.7 210.34 ±164.8 210.34 38

竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② 67.66 945.42 -101.15 971.90 65.68 1198.37 -84.13 1227.25 65.68 1471.14 -84.13 1500.01 65.03 1732.16 -105.82 1761.04 51.58 2001.92 -25.80 2030.80 1.2(①+0.5②)±1.3③ -20.26 804.98 -9.99 831.45 -24.47 1029.63 -6.28 1058.50 -33.83 1247.72 3.08 1276.59 -48.57 1460.68 -19.70 1489.55 -71.24 1669.27 189.60 1698.14 144.48 974.55 -144.78 1001.02 148.69 1276.86 -179.44 1305.73 158.05 1585.72 -188.80 1614.59 172.79 1899.72 200.81 1928.59 169.78 2216.15 -238.88 2245.02 恒载① 47.06 694.3 -70.36 716.36 47.06 901.65 -70.36 925.71 47.06 4 3 2 1

N 1109 柱M -70.36 底 N 1133.06 柱M 47.06 顶 N 1316.35 柱M -76.6 底 N 1340.41 柱M 37.72 顶 N 1532.42 柱M -18.66 底 N 1547.48 第39页

表2-21 E柱内力组合表

层位内次 置 力 柱顶 5 柱底 柱顶 4 柱底 柱顶 3 柱底 柱顶 2 柱底 柱顶 1 柱底 荷载类别 恒载① 活载② 地震荷载③ 89.98 81.49 ±81.22 81.49 99.0 121.3 ±99.0 121.3 108.0 166.43 ±108.0 166.43 117.5 214.76 ±112.9 214.76 141.37 271.6 ±172.78 271.6 竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② -53.63 1098.21 80.47 1127.08 -52.16 1377.31 78.22 1406.18 -52.16 1683.46 78.22 1712.33 -51.66 1973.85 83.24 2002.72 -40.11 2278.23 20.06 2307.10 1.2(①+0.5②)±1.3③ -166.40 916.25 179.74 945.13 -178.15 1158.46 202.85 1187.85 -189.85 1393.75 214.55 1422.62 -202.20 1624.88 226.44 1653.75 -222.18 1845.39 243.81 1874.26 67.55 1128.13 -31.43 1157.00 79.25 1473.84 -54.55 1502.71 90.95 1826.47 -66.25 1855.34 103.30 2183.25 -67.10 2212.12 145.39 2551.55 -205.41 2580.42 M -37.62 -7.13 N 787.4 128.85 M 56.44 10.71 N 811.46 128.85 M -37.63 -7.15 N 1016.32 160.94 M 56.44 10.71 N 1040.38 160.94 M -37.63 -7.15 N 1245.24 193.03 M 56.44 10.71 N 1269.3 193.03 M -37.63 -7.15 N 1474.16 225.12 M 60.63 11.52 N 1498.22 225.12 M -29.22 -5.55 N 1703.42 257.28 M 14.61 2.78 N 1727.48 257.28

3.8 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(对轴压比小于0.015的柱，偏压状态时，?RE=0.8，受剪

时?RE=0.85)

式中 ?RE——承载力抗力调整系数，取值见表2-22；

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

39

第40页 力组合的内力进行比较，挑选出最不利组合。

表2-22 承载力抗震调整系数?RE

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 受力状态 受弯 偏压 偏压 偏压 受剪、偏拉 ?RE 0.75 0.75 0.80 0.85 0.85 (2)横向框架梁截面设计

取底层框架梁为例说明计算方法，其它层计算方法类似。

181V1=207.91M1=-331.36 90.722V3=200.37V4=154.80M3=-313.18M4=-194.93 41.18 111.82 3455M5=-27.4034M2=206.52

图2-14 底层梁内力示意

梁控制截面的内力如图2-14所示。图中M单位为kN·m，V的单位为kN。混凝土强度等级C30（fc =14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2）,纵筋为HRB335(fy=300N/mm2?b=0.55)

箍筋为HPB235(fy=210N/mm2?b=0.55)。 a、 梁的正截面强度计算（见表2-23）

b、梁的斜截面强度计算（见表2-24）

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

(Mbl?Mbr)?VGb 进行调整如下： V??Vln式中 ?v——剪力增大系数，对二级框架取1.2；

40

第41页 ln——梁的净跨，对第一层梁，lnCE＝6.7m, lnEF=1.9m；

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,

1 VGb?1.2(q恒?q活)?ln；

2右端顺时针方向或反时针方向截面组合的Mbl,Mbr——分别为梁的左、

弯矩值。由表2—18查得：

CE跨：顺时针方向 Mbl=90.78kN·m Mbr=-331.36kN·m

逆时针方向 Mbl =-313.18kN·m Mbr=41.18kN·m

EF跨：顺时针方向 Mbl=±111.82kN·m

逆时针方向 Mbr=194.93kN·m

计算中Mbl+ Mbr取顺时针方向和逆时针方向中较大值。 剪力调整: CE跨：

m＞313.18+41.18=354.36kN·m Mbl+Mbr= 90.78+331.36=422.14kN·

VGb=(32.85+0.5×6.6)×1.2×1/2×6.7=145.32kN·m EF跨:

m＞VGb=(15.44+0.5×6.6)×1.2 Mbl+Mbr=111.82+194.93=306.75kN·

×1/2×1.9=21.36 kN·m

422.14/6.7+145.32=211.48 kN VC右?VE左=1.05×

306.75/1.9+21.36=190.88 kN VE右=1.05×

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第42页 考虑承载力抗震调整系数：?RE=0.85

211.48=179.76kN ，?REVE右=0.85×190.88=162.25 kN ?REVC右=0.85×

调整后的剪力值大于组合表中静力组合的剪力值，故按调整后的剪力值 进行斜截面计算。 表2-23梁的正截面强度计算 截面 Ⅰ Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅲ Ⅳ Ⅳ Ⅴ M -331.36 90.78 206.52 -313.18 41.18 -194.93 111.82 -27.40 (kN·m) b×h0 250×565 2503×65 250×365 250×365 250×365 250×365 250×365 250×365 (mm2) v×b/2 (kN·m) M0=M-v×b/2 (kN·m) γRE×M0 25.99 25.99 25.05 25.05 19.35 19.35 -27.4 -20.55 0.017 -305.37 64.79 206.52 -288.13 16.13 -175.58 92.47 -229.03 48.59 154.89 216.10 12.10 -131.69 69.35 0.201 0.043 0.015 0.189 0.011 0.276 0.146 ?s＝（γRE×M0）／（fcbh02） ξ＝1－1?2as 0.227 γs＝0.5×(1+1?2as) Αs＝rREMo／（rsfyh0) (mm2) 选 筋 实配面积 （mm2） ρ% 0.887 0.044 0.015 0.189 0.011 0.331 0.159 0.017 0.978 0.992 0.894 0.994 0.835 0.921 0.991 1524 293 921 1426 72 1440 688 189 2Ф25 3Ф20 +2Ф20 1610 1.14 941 0.67 3Ф20 941 0.67

3Ф25 1473 1.04 3Ф20 941 0.67 3Ф25 1473 1.04 3Ф18 763 0.84 3Ф25 1473 1.61 表2-24 梁的斜截面强度计算

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