宿舍楼毕业设计 - 图文

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第1章 工程概况及结构选型

1.1工程概况

1.1.1 建筑概况

四层学生宿舍楼，地点位于聊城市某学院；层高3.3m，地面以上总高14.7m，总建筑面积3000m2，总建筑面积允许5％增减。建筑耐火等级为三级，采光等级为Ⅳ级，设计使用年限50年。 1.1.2 结构概况

钢筋混凝土框架结构，根据《建筑结构可靠度设计统一标准》，建筑结构安全等级为二级。梁柱混凝土强度等级为C30，板混凝土强度等级为C25，纵向受力钢筋采用热轧HRB400。 1.1.3 其他要求

居室应设厕所、盥洗室或卫生间。每幢宿舍宜设管理室、公共活动室和凉晒空 间。宿舍多数居室应有良好朝向。宿舍内的居室和辅助用房应有直接自然通风条件，应有直接自然采光，其窗地面积比不应小于1/7。功能分区明确，布局合理，交通联系方便，采光充足，通风良好，满足防火要求。 1.1.4 设计资料 1.1.4.1 气象资料

（1）基本雪压S0?0.35kN/m2，基本风压W0?0.65kN/m2。

（2）冬季采暖计算温度：-2.5℃；夏季通风计算温度26.0℃：风向：夏季主导风向为东南向，冬季主导风为西北风；降雨量：全年降水量578.4mm，每小时最大降水量98mm。

1.1.4.2.抗震烈度

抗震设防烈度7度，设计基本加速度值0.15g，设计地震分组第一组，场地周期0.35s。建筑物的抗震类别为丙类，框架抗震等级为三级。 1.1.4.3.工程地质资料

（1）场内地势平坦，无障碍物影响施工，附近空地可供临时使用。场地类别为Ⅱ类；工程地质及场地概况见表1。

表1 工程地质概况 土层 一 二 三 四 土质 素填土 粉质粘土 粉质粘土混角砾 粉砂岩强分化带 厚度/m 1.5 2.5 1.4 10 地基承载能力特征值/kPa 0 175 230 320

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（2）水文地质概况：最高地下水位为－3m，常年地下水位为－12m，无腐蚀性； （3）室外环境类别：二b类。

1.2 建筑设计

该建筑根据使用要求、用地条件、结构选型等情况按建筑模数选择开间和进深，确定了建筑平面，提高使用面积系数，并留有发展余地。考虑到该建筑的公共性及使用人群，对其构件尺寸作相应调整，民用建筑的防火设计应符合现行国家标准《建筑设计防火规范》GB-50016-2006等有关规定。该工程要求功能分区明确，布局合理，采光充足，通风良好，对窗的面积等都予以考虑。

根据上述设计依据进行建筑设计，并在设计过程中，主要参考了下列文献 ： 1．民用建筑设计通则 2．房屋建筑学 3．建筑制图标准 4．宿舍建筑设计规范 5．建筑设计防火规范 6．屋面工程技术规范

根据设计任务、建筑设计要求，进行了建筑平面，立面和剖面设计，该建筑物共4层，层高均为3.3m。其标准层建筑平面、立面和剖面图分别见建筑图。

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第2章 结构布置及框架计算简图

2.1 构件尺寸初估

根据结构的使用功能及结构设计的要求进行结构平面布置设计，其结构平面布置图见下图。

图2.1 结构平面布置图

主体结构共4层，层高均为3.3m。外墙及内墙填充墙均采用200mm的加气混凝土砌块。门为铝合金门及木门，窗为铝合金窗，楼盖及屋盖采用现浇钢筋混凝土结构。

主梁的截面尺寸按1/15 ～1/10进行估算。各层梁板柱混凝土强度等级为C30，其

22设计强度为： fc=14.3N/mm，ft=1.43N/mm。

框架梁截面：(以轴线②框架作为计算框架)

纵梁1:

ll45004500~?~?375~450 12101210hh梁宽：~

32综上所述梁取h=400mm，b=250mm。

梁高：

边横梁AB、CD:

ll60006000梁高：~?~?500~600

12101210

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hh~ 32综上所述梁取h=550mm，b=300mm。 梁宽：

中横梁:

ll57005700梁高：~?~?475~570

12101210hh梁宽：~

32综上所述梁取h=550mm，b=300mm。 次梁1:

ll45004500~?~?250~375 18121812hh梁宽：~

32综上所述梁取h=350mm，b=200mm。

梁高：

卫生间次梁2:

ll15001500梁高：~?~?84~125

18121812hh梁宽：~

32综上所述，按构造取梁h=300mm，b=200mm。 框架柱截面：（抗规6.3.6）

柱的截面尺寸采用轴压比来进行控制，该框架结构的抗震等级为三级，其轴压比限

2值[μN]=0.85；各层的重力荷载代表值近似取12。由图可知边柱及中柱的负载面积kN/m为4.5×3.0和5.85×4.5m2。由式为：

N?[?N]，来确定柱的截面面积，则可得柱截面面积fcA1.3?4.5?3.0?12?103?4边柱 Ac??69305mm2

0.85?14.31.3?5.85?4.5?12?103?4?135145mm2 中柱 Ac?0.85?14.3取柱截面为正方形，并根据上述计算结果并综合考虑柱距等其他因素，本设计柱截面尺寸取500mm×500mm。

根据《简明钢筋混凝土结构构造手册》中规定，双向板厚度控制在短方向跨度的1/40～1/50，单向板厚度可按照1/30～1/35 ，据此确定楼面板和屋面板得厚度均取为120mm。

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2.2 框架计算简图的确定

该结构采用柱下独立基础。底层柱高从地梁顶面算至二楼楼板板底，室内外高差为600mm，底层柱高为h=3.3+0.6=3.9m，其余层柱高为3.3m。由此可绘制出框架简图见下图。

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第3章 重力荷载计算

3.1 结构和构件的永久荷载标准值

（1）屋面（不上人）

25厚1:3水泥砂浆隔离保护层 25×0.02=0.5kN/m2 50厚挤塑板保温层 0.3×0.05=0.015kN/m2 1.5厚HY高分子聚乙烯丙纶复合防水卷材二道 2×0.015=0.03kN/m2 25厚1:3水泥砂浆找平层 120厚钢筋混凝土板 合计： （2）楼面一（卫生间）

瓷砖面层 25厚水泥砂浆结合层 1.5厚聚氨酯防水层两道 20厚水泥砂浆抹灰找平层 120厚现浇钢筋混凝土板 合计： 楼面二（其他楼面）

瓷砖面层 20厚水泥砂浆找平层 120厚现浇钢筋混凝土板 合计： （3）顶棚一（楼梯间及其他房间）

10厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆打底扫毛 10厚1:0.3:2.5水泥石灰膏砂浆打底扫毛 刮腻子一边刷白色乳胶漆三遍 合计： 顶棚二（卫生间）

7厚水泥砂浆打底 7厚水泥砂浆打底 刮腻子一边 合计： （4）内墙面一（楼梯间及其他房间）

5厚聚合物水泥砂浆修补墙面 3厚外加剂专用砂浆抹基面刮糙 8厚水泥石灰膏砂浆扫毛 8厚水泥石灰膏砂浆找平 6

25×0.02=0.5kN/m2 25×0.12=3.0kN/m2 4.035kN/m2

0.55kN/m2 20×

0.025=0.5kN/m2 2×

0.015=0.4kN/m2 20×0.02=0.4kN/m2

25×0.12=3.0kN/m2 4.85kN/m2

0.55kN/m2

20×0.02=0.4kN/m2

25×0.12=3.0kN/m2 3.95kN/m2

17×0.01=0.17kN/m2 17×0.01=0.17kN/m2

0.1kN/m2 0.44kN/m2

20×0.007=0.14kN/m2 20×0.007=0.14kN/m2

0.05kN/m2 0.33kN/m2

20×0.005=0.1kN/m2 20×0.003=0.06kN/m2

17×0.008=0.14kN/m2 17×0.008=0.14kN/m2

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封底漆一道刷白色乳胶漆两遍 0.1kN/m2

合计： 0.54kN/m2

内墙面二（卫生间）

5厚聚合物水泥砂浆修补墙面 20×0.005=0.1kN/m2 3厚外加剂专用砂浆抹基面刮糙 20×0.003=0.06kN/m2

8厚水泥石灰膏砂浆扫毛 17×0.008=0.14kN/m2 6厚水泥石灰膏砂浆找平 17×0.006=0.11kN/m2 1.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层 2×0.015=0.4kN/m2 4厚强力胶粉泥粘结层 20×0.004=0.08kN/m2 5厚釉面砖白水泥擦缝 19.8×0.005=0.1kN/m2 合计： 0.99kN/m2 （5）外墙面 5厚聚合物水泥砂浆修补墙面 20×0.005=0.1kN/m

50厚聚苯板保温层 0.17kN/m2 50厚聚合物抗裂砂浆 20×0.005=0.1kN/m2 20厚水泥石灰膏 17×0.002=0.34kN/m2 20厚混合砂浆 17×0.002=0.34kN/m2 合计： 1.05kN/m2

3.2 结构和构件的可变荷载标准值

（1）屋面（不上人）均布活载标准值 0.5kN/m2 （2）楼面活载标准值 2.0kN/m2 （3）屋面雪载标准值 Sk??rS0?1.0?0.35?0.35kN/m2

3.3. 梁、柱、墙、窗、门重力荷载计算

梁、柱可根据截面尺寸，材料容重及粉刷等计算出单位长度上的重力荷载；对墙、门、窗等可计算出单位面积上的重力荷载。具体计算过程从略，计算结果见下表。

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表3.1 梁、柱重力荷载标准值

层次 构件 边横梁AB 边横梁CD 1-4 中横梁BC 次梁1 次梁2 纵梁1 柱1 柱2~4 b /m 0.3 0.3 0.3 0.2 0.2 0.25 0.55 0.5 h /m 0.55 0.55 0.55 0.35 0.3 0.4 0.55 0.5 γ /(kN/m3) 25 25 25 25 25 25 25 25 β g /(kN/m) 4.33 4.33 4.33 1.84 1.58 2.63 7.94 6.56 li /m 6.0 6.0 5.7 4.5 1.5 4.5 3.9 3.3 n G /kN 51.96 51.96 49.36 281.53 35.55 402.39 1238.64 865.9 ∑G /kN 1.05 1.05 1.05 1.05 1.05 1.05 1.05 1.05 2 2 2 34 15 34 40 40 878.61

注：1）表中β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表示单位长度构件重力荷载；n为构件数量

2）梁长度取净长；柱长度取层高 墙体自重：

A 外纵墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.4）×0.2=3.19kN/m 外墙面（单） 1.05×3.3=3.47kN/m 内墙面一（单） 0.54×3.18=1.72kN/m 外纵墙 3.19+3.47+1.72=8.38kN/m B外横墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.55）×0.2=3.03kN/m 外墙面（单） 1.05×3.3=3.47kN/m 内墙面一（单） 0.54×3.18=1.72kN/m 外横墙 3.19+3.47+1.72=8.22kN/m C内纵墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.35）×0.2=3.25kN/m 内墙面（双） 0.54×3.18×2=3.44kN/m 内纵墙 3.25+3.44=6.69kN/m D内横墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.55）×0.2=3.03kN/m 内墙面一（双） 0.54×3.18×2=3.44kN/m 内横墙 3.03+3.44=6.47kN/m E卫生间隔墙为100mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.3）×0.1=1.65kN/m 内墙面一（单） 0.54×3.18=1.72kN/m 内墙面二（单） 0.99×3.18=3.15kN/m 卫生间墙 1.65+1.72+3.15=6.52kN/m

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F卫生间纵墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.3）×0.2=3.30kN/m 内墙面一（单） 0.54×3.18=1.72kN/m 内墙面二（单） 0.99×3.18=3.15kN/m 卫生间墙 1.65+1.72+3.15=8.17kN/m G卫生间横墙为200mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×（3.3-0.3）×0.2=3.30kN/m 内墙面二（双） 0.99×3.18×2=6.30N/m 卫生间墙 1.65+1.72+3.15=11.32kN/m H女儿墙墙为300mm厚混凝土墙

加气混凝土砌块 5.5×0.9×0.3=1.49kN/m 水泥粉刷： 20×0.9×0.02＝0.36 kN/m 女儿墙 1.49+0.36=1.85kN/m 木门单位面积重力荷载为0.2kN/m2；铝合金窗单位面积重力荷载取0.4kN/m2 重力荷载代表值计算

恒载： 梁 878.61kN 柱（1）1238.64kN 柱（2-4）865.9kN 屋面： 4.035×40.7×17.9=3158.12kN 楼面： 3.95×（40.7×17.9-1.5×2.0×15）+4.85×1.5×2.0×15=3136.75kN 墙：

外墙：

1.81.8（8.38×40.9-8.38××3.6×9+0.4×58.3）×2+（8.22×18.1-8.22××1.8+0.4×3.24）×2

3.33.3 =719.6kN 女儿墙： 1.85×（40.9×2+18.1×2）=218.3 内墙：

2.4（6.69×4.5-6.69××0.9+0.2×2.16）×15+（6.47×(18.1-2.7-1.5×2）)×9

3.32.41.8+6.47×(18.1-2.7)×5+（6.69×4.5-6.69××0.9+0.2×2.16-6.69××1.8+0.4×2.16）×15+

3.33.32.4 （6.69×2.5-6.69××3.8+0.2×9.12）×2 +8.17×2×15+8.17×1.5×3+11.32×1.5×6

3.3 =2310.46kN 活载：

屋面（不上人）： 0.5×40.7×17.9=364.3kN 楼面： 2.0×40.7×17.9=1457.1kN 由上述可得各层重力荷载代表值为：

719.6?218.3?2310.46?865.91 G4=3158.12++878.61+×364.3=6276.01kN

221G2~G3=3136.75+719.6+2310.46+878.61+865.9+×1457.1=8639.87kN

211 G1=3136.75++719.6+2310.46+878.61+×（865.9+1238.64）+×1457.1

22 =8826.24kN

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图3.1 各质点的重力荷载代表值

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第4章 框架侧移刚度

4.1 横向框架侧移刚度计算

4.1.1 横梁的线刚度计算

横梁线刚度ib计算过程见下表

表4.1 横梁线刚度ib计算表

EC b×h 2/N/mm） /mm×mm （I0 /mm4 l /mm ECI0/l /N·mm 1.5ECI0/l /N·mm 2ECI0/l /N·mm 类别 层次 横梁AB 横梁BC 横梁CD 1—4 1—4 1—4 3.0×104 3.0×104 3.0×104 300×550 300×550 300×550 4.159×109 6000 4.159×109 5700 4.159×109 6000 2.079×1010 2.189×109 2.079×1010 3.119×1010 3.284×1010 3.119×1010 4.158×1010 4.378×1010 4.158×1010 4.1.2柱线刚度计算 柱线刚度ic计算过程见表4.2。

表4.2 柱线刚度ic计算表

层次 1 2—4 hc /mm 3900 3300 EC /（N/mm2） 3.0×104 3.0×104 b×h /mm×mm 550×550 500×500 Ic /mm4 7.626×109 5.208×109 ECIc/h /N·mm 5.866×1010 4.735×1010 4.1.3 横向框架柱的侧移刚度D值计算

柱的侧移刚度根据柱线刚度比K的不同，图中的柱可分为边框架中柱和边柱，中框

架柱中柱和边柱等。现以第2层C—2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，计算过程见表4.3和表4.4。

4.378?4.158?4.378?4.158 梁柱线刚度比 K=?1.803

2?4.735K1.803?c???0.474

2?K2?1.80312ic12?4.735?1010D??C?2?0.474??24732N/mm 2hj3300表4.3 边框架柱侧移刚度D值（N/mm）

层次 2—4 1

边柱(4根） K 0.659 0.532 αc 0.248 0.210 Di1 11956 9752 11

中柱(4根) K 1.352 1.092 αc 0.403 0.353 Di2 19428 16337 烟 台 大 学 毕 业 设 计

表4.4 中框架柱侧移刚度D值（N/mm）

层次 2—4 1 边柱(16根） K 0.878 0.706 αc 0.305 0.261 Di1 14704 12079 K 1.803 1.456 中柱(16根) αc 0.474 0.421 Di2 24732 19484

将上述不同情况下同层框架柱侧移刚度相加取得框架各层层间侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度ΣDi见下表

表4.5 横向框架层间侧移刚度（N/mm） 层次 ΣDi 1 609364 2 756524 3 756524 4 756524 由表7可得ΣD1/ΣD2=609364/756524=0.805>0.7，故该框架柱为规则框架

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第5章 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算

5.1横向水平地震作用下框架结构的内力和侧移计算

5.1.1横向自振周期计算

结构顶点的假想侧移由式Δu=V/D计算，计算过程见下表

表5.1 结构顶点的假想侧移计算 层次 4 3 2 1 Gi/kN 6276.01 8639.87 8639.87 8826.24 VGi/kN 6054.45 14475.67 22896.89 31504.48 ΣDi/(N/mm) 756524 756524 756524 609364 Δui/mm 8.0 19.1 30.3 57.7 ui/mm 115.1 107.1 88.0 57.7 按式T1?1.7?TuT计算本周期，其中uT的量纲为m，取?T=0.8（高规4.3.17）则： T1=1.7×0.8×0.1151=0.46s

5.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算(抗规5.2）

结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用。结构总水平地震作用标准值按式FEk=?1Geq计算

（6276.01+8639.87×2+8826.24）=27524.69kN Geq?0.85?Gi?0.85×

?1?(TgT1)0.9·?max=(0.350.90.12=0.094 )×

0.46FEk=?1Geq=0.094×27524.69=2587.32kN 因1.4Tg=1.4×0.35=0.49>T1=0.46s所以不考虑顶部附加水平地震作用，?n=0。 各质点的水平地震作用按式Fi?GiHi?GHjj?1nFEk(1??n)计算，将上述FEk代入可得

jFi=2587.32×GiHi?GHjj?1n ，

j?GHii=273956.97

具体计算过程见表5.2，各楼层地震剪力按式 Vi??Fj??Fn 计算结果列入表5.2。

j?1n

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表5.2 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表

Hi Gi GiHi Fi GiHi?GiHi/m /kN /kN·m /kN 13.8 10.5 7.2 3.9 6276.01 8639.87 8639.87 8826.24 86608.94 90178.64 62207.06 34422..34 0.317 0.329 0.227 0.127 820.18 851.23 587.32 328.59 层次 4 3 2 1 Vi /kN 820.18 1671.41 2258.73 2587.32 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布如图5.1。

图5.1 横向水平地震作用及楼层地震剪力

表5.3 剪重比验算 层次 4 3 2 1 Hi /m 13.8 10.5 7.2 3.9 Gi /kN 6276.01 8639.87 8639.87 8826.24 Vi /kN 820.18 1671.41 2258.73 2587.32 Vi /Gi 0.131>0.020 0.193>0.020 0.261>0.020 0.293>0.020 取2轴线处作为计算单元，计算结果见表5.4和图5.2。

表5.4 2轴线的地震荷载标准值

层次 4 3 2 1

Hi /m 13.8 10.5 7.2 3.9 ∑Di /（N/mm）756524 756524 756524 609364 14

D2 /mm 78872 78872 78872 63126 Fi /kN 820.18 851.23 587.32 328.59 Fi2 85.5 88.7 61.2 34.0 烟 台 大 学 毕 业 设 计

图5.2 地震荷载图（kN）

5.1.3水平地震作用下的位移计算（高规3.7.3）

水平地震作用下框架结构的层间位移??i和顶点位移?i分别按式??i?iVi ， ?Di?i????j ，计算过程见表5.5。表中还计算了各层的层间弹性位移角?e???i/hi。

j?15.5 .横向水平地震作用下的位移验算 层次 4 3 2 1 Vi /kN 820.18 1671.41 2258.73 2587.32 ∑Di /（N/mm） 756524 756524 756524 609364 Δμi /mm 1.08 2.21 2.99 4.25 μi /mm 10.53 9.45 7.24 4.25 hi /mm 3300 3300 3300 3900 ?e???i/hi 1/3056 1/1493 1/1104 1/918 由表5.3可见最大层间弹性位移角发生在第1层其值为1/918<1/550满足式??i?[?e]hi，其中[?e]?1/550。

5.1.4水平地震作用下框架内力计算

横向水平地震作用下该榀框架的轴力、剪力、弯矩图见下图

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图5.3 地震作用下框架轴力图 (kN)

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图5.4地震作用下框架剪力图 （kN）

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图5.5地震作用下框架弯矩图 (kN·m)

5.2 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算

5.2.1风压标准值计算（建筑结构荷载规范8）

风压标准值计算公式为： ?k??z?s?z?0 (5.1) ?s----风荷载体型系数，对于矩形截面?s＝0.8（迎风面）；?s＝-0.5（背风面）； ?z----风压高度变化系数，与地面粗糙度有关，此建筑物所在地点属于B类地区。 ?0----聊城基本风压0.65kN/m2

?z----高度z处的风振系数；

H/B=13.8/40.7=0.339,查表得：脉动影响系数 ν=0.42; 采用经验公式来计算结构基本自振周期T1,

T1?0.25?0.53?10?3H23B=0.27s>0.25s，?0?T12 =0.65×0.272=0.05kN?s2/m

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查得：?=1.2 建筑结构在Z高度处的风振系数?z取1.0

结构的负载宽度为40.5m，根据各楼层标高处的高度Hi取?z=0.479Hi0.32，本房屋高度H=14.7m<30m，故不考虑风压脉动的影响。

各楼层处的集中风荷载按式wiz?B?hj??iz（其中?iz??z?s?z?0）计算，具体计算过程和结果见表5.6。

表5.6 各楼层处的集中风荷载标准值

层次 4 3 2 1 Hi/m 13.8 10.5 7.2 3.9 Hi/H 0.939 0.714 0.490 0.265 μz 1.11 1.02 1 1 βz 1 1 1 1 μs1 0.8 0.8 0.8 0.8 μs2 0.5 0.5 0.5 0.5 ω1z 0.58 0.53 0.52 0.52 ω2z 0.36 0.34 0.33 0.33 W1Z 77.52 70.83 69.50 82.13 W2Z 48.11 45.44 44.11 52.12 WZ 125.63 116.27 113.61 134.25 取2轴线处作为计算单元，计算结果见表5.7和图5.6。

表5.7 2轴线的集中风荷载标准值 层次 4 3 2 1 Hi /m 13.8 10.5 7.2 3.9 ∑Di /（N/mm）756524 756524 756524 609364

D2 /mm 78872 78872 78872 63126 WZ 125.63 116.27 113.61 134.25 WZ2 13.1 12.1 11.8 13.9

图5.6 等效节点集中风荷载（kN）

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5.2.2 风荷载作用下，该榀框架的水平位移验算（高规3.7.3）。

根据图所示的水平荷载，由式Vi??wzi计算层间剪力Vi然后求出?轴线框架的层间

k?in侧移刚度，再按式????i?Vi/?Dij和???(??)k计算各层的相对侧移和绝对侧移，计

j?1snk?1算过程见下表。

表5.8 风荷载作用下框架间剪力及侧移刚度 层次 Wz/kN Vi/ ΣD/(N/mm) Δμi/mm μi/mm Δμi/hi

1 13.9 50.9 63126 0.81 0.81 1/4815 2 11.8 37 78872 0.47 1.28 1/7021 3 12.1 25.2 78872 0.32 1.6 1/10313 4 13.1 13.1 78872 0.17 1.77 1/19412 由上表可知，风荷载作用下横向框架的最大层间位移角是：1/4815，小于 1/550，满足规范要求。

5.2.3 该榀框架在风荷载作用下轴力图、剪力图、弯矩图，见下图。

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图5.7 风荷载作用下框架轴力图 （kN）

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图5.8 风荷载作用下框架剪力图 （kN）

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图5.9 风荷载作用下框架弯矩图 (kN·m)

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第6章 竖向荷载作用下框架结构的内力计算

6.1 荷载计算

6.1.1 计算单元

取③轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为9m，如图6.1所示。由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架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

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6.1.2 恒载计算

图6.2 各层梁上作用的恒载

在图6.2中，q1、q2、q3、q4代表恒梁自重，为均布荷载形式。 对于第4层

q1=q2=q3=q4=4.33kN/m

q5、q6、q7分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载q5=4.035×2.25×2=18.158kN/m，q6=4.035×2.7=10.895kN/m，q7=4.035×1.5=6.053kN/m。

P1、P4和P2、P3分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重 P1=0.53×4.035×2.25×2+2.25×2.63×2=22.73kN

P2=0.53×4.035×2.25×2+2.25×4.035×2.25×2+2.25×1.84×2=60.02kN P3=2.25×4.035×2.25×2+0.75×4.035×2.25×2+2.25×2.63×2=65.39kN P4=0.75×4.035×2.25×2+1.35×4.035×2.25×2+2.25×1.84×2=48.32kN

0.5?0.2集中力矩 M1=M2=P1e=22.73×=3.41kN·m

2对于1~3层：

q1=q2=4.33+6.47=10.8kN/m ， q3=4.33+11.32=15.65kN/m，q4=4.33kN/m q5=,3.95×2.25×2=17.775kN/m，q6=3.95×2.7=10.665kN/m，q7=4.85×1.5=7.275kN/m。 P1=0.53×4.035×2.25×2+2.25×2.63×2+2.25×8.38×2=60.44kN P2=0.53×4.035×2.25×2+2.25×4.035×2.25×2+2.25×1.84×2+2.25×6.69×2=90.13kN P3=2.25×4.035×2.25×2+0.75×4.035×2.25×2+2.25×2.63×2+1×8.17×2=81.73kN P4=0.75×4.035×2.25×2+1.35×4.035×2.25×2+2.25×1.84×2+1×8.17×2+1.25×6.69×2 =81.39kN

0.5?0.2M1=M2=P1e=60.44×=9.07kN·m

2将以上结果汇总，见下表

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表6.1 横向框架恒载汇总表 q1、q2 q3 //（kN/（kNm） /m） 4.33 10.8 4.33 15.65 q4 /（kN/m） 4.33 4.33 q5 /（kN/m） 18.158 17.775 q6 /（kN/m） 10.895 10.665 q7 /（kN/m） 6.053 7.275 P1 /kN P2 /kN P3 /kN P4 /kN M1、M2 /kN·m 3.41 9.07 层次 4 1—3 22.73 60.02 65.39 48.32 60.44 90.13 81.73 81.39

恒荷载作用下该品框架的荷载、轴力、剪力、弯矩图见下图：

图6.3 恒载荷载分布图

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图6.4 恒载轴力图 (kN)

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图6.5 恒载剪力图 (kN)

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图6.6 恒载弯矩图 （kN· m）

6.1.3 活荷载计算

活载作用下各层框架梁上的荷载分布如图6.6所示：

图6. 7 各层梁上作用的活载

对于第1-3层： q1=2×2.25×2=9kN/m ，q1=2×2.7=5.4kN/m ，q3=2.5×0.75×2=3.75kN/m

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P1=0.53×2×2.25×2=5.4kN P2=0.53×2×2.25×2+2.25×2×2.25×2=25.65kN P3=2.25×2×2.25×2+0.75×2×2.25×2=27kN P4=0.75×2×2.25×2+1.35×2×2.25×2=15.53kN

0.5?0.2集中力矩 M1=M2=P1e=5.4×=0.81kN·m

2对于第4层： q1=0.5×2.25×2=2.25kN/m ，q1=0.5×2.7=1.35kN/m ，q3=0.5×0.75×2=0.75kN/m P1=0.53×0.5×2.25×2=1.35kN P2=0.53×0.5×2.25×2+2.25×0.5×2.25×2=6.41kN P3=2.25×0.5×2.25×2+0.75×0.5×2.25×2=6.75kN P4=0.75×0.5×2.25×2+1.35×0.5×2.25×2=4.73kN

0.5?0.2集中力矩 M1=M2=P1e=1.35×=0.2kN·m

2在屋面雪荷载作用下： q1=0.35×2.25×2=1.575kN/m ，q1=0.35×2.7=0.945kN/m ，q3=0.35×0.75×2=0.525kN/m P1=0.53×0.35×2.25×2=0.95kN P2=0.53×0.35×2.25×2+2.25×0.35×2.25×2=4.49kN P3=2.25×0.35×2.25×2+0.75×0.35×2.25×2=4.73kN P4=0.75×0.35×2.25×2+1.35×0.35×2.25×2=3.31kN

0.5?0.2集中力矩 M1=M2=P1e=0.95×=0.14kN·m

2将以上结果汇总，见表6.2

表6.2 横向框架活载汇总表 层次 4 1-3 q1 q2 q3 / / / （kN/m）（kN/m）（kN/m）2.25 （1.575）9 1.35 (0.945) 5.4 P1 /kN P2 /kN 6.41（4.49） 25.65 P3 /kN 6.75（4.73） 27 P4 /kN 4.73（3.31） 15.53 M1、M2 /kN·m 0.2 （0.14） 0.81 0.751.35 （0.95） （0.525）3.75 5.4 活荷载作用下该品框架的荷载、轴力、剪力、弯矩图见下图：

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图6.8 活载荷载分布图

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图6.9 活载轴力图 （kN）

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图6. 10 活载剪力图 (kN)

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图6.11 活载弯矩图 （kN·m）

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雪荷载作用下该品框架的荷载、轴力、剪力、弯矩图见下图：

图6.12 雪载荷载分布图

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图6.13 雪载轴力图 （kN）

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图6. 14 雪载剪力图 (kN)

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图6.15 雪载弯矩图 （kN·m）

6.2 内力组合

6.2.1 框架梁内力组合见附表6.1

6.2.2 框架柱的内力组合见附表6.2，6.3，6.4，6.5。

梁内力组合共6种工况，（1）1.2恒+1.4活±1.4*0.6风；（2）1.2恒±1.4风+1.4*0.7活；（3）1.35恒+1.4?（0.7活±0.6风）；（4）1.0恒±1.4*风；（5）1.2（恒+0.5活）±1.3地震（此列为表中的第二种工况）；（6）组合5中当竖向荷载作用有利时，改为1.0（恒+0.5活）±1.3地震。

框架柱的组合工况与框架梁相同。但应取三种最大内力分别进行配筋计算后取大值。

内力组合表中，竖向荷载应进行弯矩调幅，调幅系数取0.8。 支座调幅后，跨中弯矩按如下方法调整：（1）恒荷载：若左右支座调幅值为a和b，则跨中弯矩下降（a+b）/2，（2）活荷载：支座调幅后，跨中可调可不调。可不调的原因：由于考虑活荷载不利布置时跨中放大了1.1-1.2倍。

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第7章 截面设计 7.1框架梁截面设计

7.1.1 设计资料

框架梁采用C30的混凝土，其设计强度：fc?14.3N/mm2，ft?1.43N/mm2。钢筋选用HRB400，fy＝360 N/mm2，箍筋选用N/mm2； 边跨梁b×h＝300×550mm、中跨b×h＝300×550mm 保护层厚度为35mm

边跨 h0＝550-50＝500mm、中跨h0＝550-50＝500mm 梁最小配筋率?min?0.2%

边梁最小配筋数量为：As??minbh0?0.2%?300?500?330mm2 中梁最小配筋数量为：As??minbh0?0.2%?300?500?330mm2

以1层横向框架梁的计算为例：

7.1.2梁的正截面受弯承载力的计算 （砼规6.2,11.3）

1. CD跨

从内力组合表中选出CD跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算到边缘控制截面的弯矩进行配筋计算：

支座弯矩

HPB300，fy＝270

MD?213.9165.2??0.275?226.9kN?m 0.750.85 ?REMD?0.75?226.9.4?170.2kN?m MC?194.9?0.75110.7?0.275?22k0.N8?m 0.85 ?REMC?0.75?220.8?165.6kN?m

跨间弯矩取控制截面,即边缘处的最大弯矩，?REMmax?74.957kN?m。 梁下部受拉时，按T形截面设计；梁上部受拉时，按矩形截面设计。

翼缘计算宽度当按跨度考虑时，b?f?l/3?6.0/3?2.0m?2000mm，按翼缘厚度考虑时，

h0?h?as?550?50?500mm，h?f/h0?120/500?0.24?0.1，此种情况不起控制作用。

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故取b?f?2000mm。

梁内纵向钢筋采用HRB400级钢筋(fy?fy??360N/mm2),?b?0.518，下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为：

?1fcb?fh?f(h0?h?f/2)?1.0?14.3?2000?120?(500?120/2)?1510.1kN?m?74.957kN?m

M74.957?106??0.010 属第一类T形截面as?22?1fcb?fh01.0?14.3?2000?500??1?1?2?s?1?1?2?0.010?0.010??b As???1fcb?fh0/fy?0.010?1.0?14.3?2000?500?397mm2

360603?0.31%?0.20%，满足要求。

300?550实配钢筋314，（As?461mm2），??将下部跨间的314钢筋深入支座负弯矩作用下的受压钢筋（As相应的受拉钢筋As，即支座D上部：

，再计算?461mm2）

?REMD?fyAS(h0?aS)170.2?106?360?461?(500?50)?s???0.089?1fcbh021.0?14.3?300?5002

'??1?1?2?s?1?1?2?0.089?0.093?2aS/h0?0.2

说明As有富裕，且不屈服，可近似取:

M170.2?106As???1051mm2fy(h0?a?360?(500?50)s)

实际配筋420(As?1256mm2)，??1256?0.761%?0.2500?550M165.6?106??1022mm2 支座C上部As?fy(h0?a?360?(500?50)s)实配420(As?1256mm2)，??满足要求。

梁顶面与底面钢筋比值：

1256?0.761%?0.25%

300?550461?0.36?0.3，满足要求。 125640

本文来源：https://www.bwwdw.com/article/xi67.html