某综合办公楼设计计算书

题目：紫薇地产综合办公楼设计

系 别：建筑工程

专 业：土木工程

班 级：1203班 学 生：张华

学 号：1245073015

指导教师：熊二刚

I

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摘 要 .......................................................................... IV ABSTRACT .......................................................................... V 1 绪论 .......................................................................... 6 1.1建筑设计背景 ............................................................... 6 1.1.1建筑概况 ................................................................. 6 L.1.2

工程地质条件 ............................................................. 6

1.1.3气象条件 ................................................................. 6 1.1.4抗震设防 ................................................................. 6 1.2建筑方案及方案说明 ......................................................... 6 1.2.1建筑方案初步设计 ......................................................... 6 1.2.2建筑施工图设计 ........................................................... 7 1.3课题研究的意义 ............................................................. 7 2 结构布置 ...................................................................... 8 2.1 结构布置 ................................................................... 8 2.1.1 柱网布置 ................................................................. 8 2.1.2初选截面尺寸 ............................................................. 8 2.1.3 计算简图的确定 ......................................................... 10 3 框架结构刚度参数计算 .......................................................... 12 3.1梁柱线刚度计算 ............................................................ 12 3.2柱的抗侧刚度计算 .......................................................... 13 4 荷载计算 ..................................................................... 16 4.1恒载标准值计算 ............................................................ 16 4.2活荷载标准值计算 .......................................................... 21 4.3荷载分类 .................................................................. 21 4.4重力荷载代表值 ............................................................ 22 5 内力计算 ..................................................................... 23 5.1 横向水平地震作用下框架结构的内力和位移计算 ................................ 23 5.1.1横向自振周期计算 ........................................................ 23 5.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算 .......................................... 24 5.1.3水平地震作用下的位移验算 ................................................ 25 5.1.5作水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图 ....................... 28 5.2 竖向荷载作用下框架结构的内力计算 .......................................... 29 5.2.1计算单元 ................................................................ 29 5.2.2荷载计算 ................................................................ 30 6内力组合 ...................................................................... 40 6.1结构抗震等级 .............................................................. 40 6.2框架的内力组合 ............................................................ 40 6.3框架梁内力组合 ............................................................ 41 7截面设计及配筋计算 ............................................................ 53

II

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7.1框架梁 .................................................................... 53 7.1.1梁正截面受弯承载力计 .................................................... 53 7.1.2梁斜截面受弯承载力计算 .................................................. 55 7.2框架柱 .................................................................... 57 7.2.1剪跨比和轴压比验算 ...................................................... 57 7.2.2柱正截面承载力计算 ...................................................... 57 7.2.3柱斜截面承载力计算 ...................................................... 61 7.3框架梁柱节点核芯区截面抗震验算 ............................................ 62 8 楼板设计 ...................................................................... 8.1楼板类型及设计方法的选择 .................................................. 8.2弯矩计算 .................................................................. 8.3截面设计 .................................................................. 65 9 楼梯设计 ..................................................................... 67 9.1楼板计算 .................................................................. 67 9.1.1荷载计算 ................................................................ 67 9.1.2 内力的计算 .............................................................. 67 9.1.3截面计算 ................................................................ 68 9.2.平台板计算 ................................................................ 68 9.2.1荷载计算 ................................................................ 68 9.2.2内力计算 ................................................................ 68 9.2.3截面设计 ................................................................ 69 9.3 平台梁计算 ............................................................... 69 9.3.1荷载计算 ................................................................ 69 10 基础设计 .................................................................... 70 10.2地基承载力及基础冲切验算 ................................................. 72 10.3基础底板配筋计算 ......................................................... 73 致 谢 .......................................................................... 75

III

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摘 要

本毕业设计题目是某办公楼设计，该办公楼的总建筑面积大约是4808.16平方米，共

五层，建筑高度为21.600米。本建筑采用钢筋混凝土全现浇框架结构体系。基础采用柱下基础。

本设计内容包括建筑设计、结构手算两部分。其中建筑设计主要根据建筑的重要性，工程地质勘查报告，建筑场地的类别及建筑的高度和层数来确定建筑的结构形式，本工程采用的是框架结构。

手算部分计算书的主要内容有工程概况、构件尺寸的初步确定、框架的计算简图、荷载计算、框架横向侧移计算、竖向荷载作用下的内力计算分析和计算、内力组合、截面设计、楼梯设计及基础设计。其中计算水平地震力作用下时采用极限状态设计方法。在梁柱截面设计时要采用“强柱弱梁”原则。

关键词：毕业设计，办公楼，框架结构，内力组合，截面设计

IV

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Abstract

The subject of a company office building design, the building's total construction area is

about 4808.16 square meters, a total of five, building height of 21.600 meters. The construction of reinforced concrete frame structure the whole place. Foundation under column base with ladder-type place and place the joint basis.

The design includes architectural design, structural calculation and structure of the ICC hands of three parts. One major architectural importance under construction, engineering geological survey report, the type of construction sites and construction of the height and number of layers to determine the building's structure, this project uses a frame structure.

Hand-counted part of the calculations of the main contents of project profiles, component dimensions of the initially identified, the framework of the calculation diagram, load calculation, calculation of the framework of horizontal lateral, the framework contained in the horizontal wind, vertical load calculation and analysis and calculation of internal forces , internal force composition, cross section design, stair design and basic design. Which calculated the level of earthquake force limit state design method used. In the beam and column design to a \"strong column and weak beam\" principle.

Key words: graduate design, residential building, frame structure, internal force composition, cross section design.

V

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1.1建筑设计背景 1.1.1建筑概况

1 绪论

设计题目：紫薇地产综合公司办公楼设计 建筑层数：六层

结构类型：现浇混凝土框架结构 l.1.2工程地质条件

建筑场地位于渭河II级阶地上，地形较平坦，勘探表明，场地地层从上到下由素填土和黄土状土构成，其中素填土层厚1.4～2.5m，以下为黄土状土层，厚度大于10米。地基土承载力特征值，fak=150kPa，场地为II级非自重湿陷性黄土场地，土的重度为19N/m2，孔隙比为0.8，液性指数为0.833。地下水位标高为-8.6m。在多雨季无显著变化。水无侵

蚀性，土壤冻结深度为0.5m，冻冰期35d，室内外计算温度t8C～38C。

1.1.3气象条件

最热月平均温度27.3℃（绝对最高气温41.7℃）最冷月平均温度-1.7℃（绝对最低气温-20.6℃），空气相对湿度，最热月平均72％，最冷月平均70％。

主导风向：冬夏季为东北风。

基本风压值：0.35kN／m2，地面粗糙度为B类。 基本雪压值：0.20kN／m2。 1.1.4抗震设防

该工程抗震设防烈度为8度，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第一组；该房屋为丙类建筑。

1.2建筑方案及方案说明 1.2.1建筑方案初步设计

根据使用功能及条件，确定建筑方案，进行初步设计，绘出平、立、剖面草图经指导老师修改后进行下一步设计。建筑总平面布置应考虑到和周围环境(相邻建筑、绿化及道路)的关系，要求平面布置紧凑，人流路线合理，满足防火要求，房间的采光通风及保温隔热等均需满足功能要求，建筑造型和建筑立面要求美观、大方，体现时代特色。具体如下:

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1) 柱网尺寸采用7.2m×6.6m

小办公室的开间取为3.6 m，进深为6.6m，大办公室开间取7.2m，进深取6.6m。 2) 主要房间平面设计

房间门设置：根据人流的多少和搬进房间设备的大小取门宽为1000mm，开启方向朝房间内侧。走道两端的门采用等宽双扇门，大厅的门采用三个双扇玻璃门。房间窗设置：房间中的窗大小和位置的确定，主要是考虑到室内采光和通风的要求。

3) 防火设计

该建筑为高度不超过24m的多层建筑，防火等级为二级，将每一层划分为一个防火区间，则每层长度50.4m小于允许长度150m，每层的建筑面积801.36m2小于最大允许面积2500 m2。该建筑设有二部楼梯，满足防火规范要求。 1.2.2建筑施工图设计

建筑设计和结构设计互相影响、互相配合、互相制约，所以，在绘制建筑施工图过程中，遇到问题及时修改。在施工图设计过程中，结合相关的规范考虑全面，按照制图统一标准绘制，节点细部构造要细心绘制，尺寸标注、做法标注及一些说明要符合要求。设计深度应满足施工要求，图面应详尽表现建筑物的各有关部分。

建筑设计说明书，说明工程概况及设计依据、设计意图、建筑规模、要求、建筑方案及方案说明、设计依据和设计原则、经济技术指标等。 1.3课题研究的意义

综合运用所学过的基础理论和专业知识，锻炼查阅相关规范和资料进行综合楼建筑方案设计和框架结构在抗震设防烈度为8度时的结构计算，熟悉工程设计的内容和程序，提高分析和解决工程实际问题及绘制施工图的能力。

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2 结构布置

2.1 结构布置

（1）根据该房屋的使用功能及建筑设计要求，进行了建筑平面、立面和剖面设计，主体结构共6层。

（2）结构采用双向承重，整体性和受力性能都很好。 （3）外墙采用240mm混凝土砌块，内墙采用200mm轻质隔墙。 （4）混凝土等级选用：梁、板、柱均选用C30。 2.1.1 柱网布置

图2.1 柱网布置图

2.1.2初选截面尺寸

(1) 框架梁截面尺寸 纵向框架梁

h=(1/8~1/12)×l=(1/8~1/12)×7200=600mm~900mm 取h=650mm b=(1/2~1/3)×h=(1/2~1/3)×650=217mm~325mm 取b=250mm 横向框架梁

AB CD跨h=(1/8~1/12)×l=(1/8~1/12)×6600=550mm~825mm 取h=600mm b=(1/2~1/3)×h=(1/2~1/3)×600=200mm~300mm 取b=250mm BC 跨 h=(1/8~1/12)×l=(1/8~1/12)×2400=225mm~338mm 取h=300mm

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次 梁

h=(1/8~1/12)×l=(1/8~1/12)×（7200-250）=579mm~869mm 取h=600mm b=(1/2~1/3)×h=(1/2~1/3)×600=200mm~300mm 取b=250mm

表2.1 梁截面尺寸(mm)

层数 混凝土 等级 C30 横梁(b×h) AB跨、CD跨 250×600 BC跨 250×300 次梁 (b×h) 250×600 纵梁 (b×h) 250×650 1-6 (2) 柱截面尺寸估算

柱截面尺寸根据柱的轴压比限值，按公式计算

1) 根据《建筑抗震设计规范》，结构形式是框架结构，抗震设防烈度为8度，建筑物高度22.1m﹤24m,查得抗震等级为二级，确定柱轴压比限值为0.75。

2) Ac≥N/μfc (2.1) 柱组合的轴压比设计值N=βA g n (2.2) 注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数,边柱取1.3，内柱取1.2。

g 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似取14 kN/m2。 n为验算截面以上的楼层层数。 A柱的负荷面积。

fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3 N/mm2。

图2.2 框架结构的计算简图

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中柱：A1=7.2×(6.6/2+2.7/2)=33.48m2 边柱:A2=7.2×6.6/2=23.76m2

一层~六层：中柱Ac≥N/µfc=βAgn/μfc

=(1.2×33.48×1000×14×5)/ mm2

边柱Ac≥N/μfc=βAgn/µfc

=(1.3×23.76×1000×14×5)/(0.75×14.3)=201600.00 mm2

取矩形截面b=h 中柱 512.08×512.08 边柱 449.0×449.00

取中柱b×h=550mm×550mm 边柱b×h=550mm×550mm

表2.2 柱截面尺寸(mm)

(0.75×14.3)=262220.98

层次 混凝土等级 B×h (mm4) 1~6 2.1.3 计算简图的确定

C30 550×550 （1）框架各构件在计算简图中均用单线条代表，各单线条代表构件形心轴所在的位置线

（2）梁的跨度=该跨左右两边柱截面形心轴线之间的距离 （3）底层柱高=从基础顶面算至楼面标高处

（4）中间层柱高=从下一层楼面标高至上一层楼面标高 （5）顶层柱高=从顶层楼面标高算至屋面标高 一层~六层：

横跨 AB CD跨： 6600+120+100-550=6270mm BC跨： 2700-200+550=3050mm

纵跨 1-2轴 7-8轴： 7200+120-250=7070mm 2-7轴： 7200mm 柱高：底层柱高：3.6+0.45+2.4-1.5=4.95m 2-6层的柱高： 3.6m

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2.3 横向计算简图

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纵向计算图2.4 纵向计算简图

3 框架结构刚度参数计算

3.1梁柱线刚度计算

在框架结构中，可将现浇楼面视作梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。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梁取I=1.5I0，对中框架梁取I=2I0。

截面惯性矩I0=bh3/12。

框架梁线刚度为ib=EcI0/l，其中EC为混凝土弹性模量，L为梁的计算跨度。

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表3.1 横梁线刚度ib计算表

类 层 别 Ec 2b×h （mm×mm） I0 L ib=EcI0/l1.5EcI0/l2EcI0/l（kN·mm） （kN·mm） （kN·mm） （kN/mm） （mm4） (mm) 次 AB CD1-6 跨 BC 跨 1-6 3.0×104 250×600 4.5×109 6270 2.15×1010 3.23×1010 4.3×1010 3.0×104 250×300 0.6×109 3050 0.59×1010 0.×1010 1.18×1010 柱的线刚度iC=ECIB/l。其中Ie为柱的截面惯性矩，HC为柱的计算高度。

表3.2 柱的线刚度计算表

层次 1 2-6 Ec （kN /mm2） 3.0×104 3.0×104 b×h （mm×mm） 550×550 550×550 4.95 3.60 7.63×1010 7.63×1010 HC(m) Ie（mm4） iC=EcI0/l（kN·mm） 4.62×1010 6.36×1010 3.2柱的抗侧刚度计算

根据梁柱的线刚度比K的不同，框架柱可分为中柱，边柱

2Da12i/hcc柱抗侧移刚度：

注：αc 柱抗侧移刚度修正系数

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表3.3 柱侧移刚度修正系数表

位置 边柱 简图 K 简图 中柱 K αc 一般层 k= i2+i42ic k=i1+i2+i3+i42ic ac=k 2+k底层 k= 边框架柱侧移刚度D值

i2 ic k=i1+i2 icac=0.5+k 2+k(1) 1层 边柱（A-1、 A-8、 D-1、 D-8）

0.5+ki23.23´1010a==0.44 k===0.70c102+kic4.62´10D=acic121210=0.44创4.6210? =9956 h249502中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8）

i1i20.10103.231010k0.8710ic4.6210D=acicc0.5k0.50.870.482k20.87

121210=0.48创4.6210?=10861 h249502(2) 2—6层

边柱（A-1、 A-8、 D-1、 D-8）

k0.51i2+i43.23´2´1010a===0.51 =0.20 k==c102+k2+0.512ic2创6.3610D=acic121210=0.2创6.3610?=11778 22h3600中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8）

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k=i1+i2+i3+i412=0.65 =0.2创6.361010?22ic3600k0.651212=6.361010?=0.25 D=acic20.25创=14722 2+k2+0.65h36002ac= 表3.4 边框架柱侧移刚度D值 kN /mm 层 次 2-6 1 边柱（4）根 中柱（4）根 DC×4 ΣD DC×4 58888 43444 106000 83268 K 0.51 0.70 αc 0.20 0.44 DC K 0.65 0.87 αc 0.25 0.48 DC 14722 10861 11778 47112 9956 39824 中框架柱侧移刚度D值

(1) 1层 边柱（A-2 ~A-7、 D-2~D-7）

0.5+k0.5+0.93i24.3´1010a===0.49 k===0.93c2+k2+0.93ic4.62´1010D=acic

中柱（B-2~ B-7、 C-2~ C-7）

121210=0.49?4.62创10=11087 h249502i1i24.310101.181010k1.1910ic4.6210D=acic121210=0.77?4.62创10=17422 h249502

c0.5k0.772k

(2) 2—6层

边柱（A-2~ A-7、 D-2~ D-7）

i2i424.31010k0.68102ic26.3610D=acicck0.252k

121210=0.25?6.36创10=15061 22h360015

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中柱（B-1、 B-8、C-1、 C-8）

10i1i2i3i42104.31.8k0.862ic26.361010

c

k0.3012122k1010=17667 D=acic2=0.30?6.36创2h3600 表3.5 边框架柱侧移刚度D值 kN /mm 层 次 2-6 1 边柱（12）根 中柱（12）根 DC×12 K 0.93 αc DC K 0.86 1.19 αc 0.30 0.77 DC 17667 17422 DC×12 212004 2090 ΣD 388668 342108 0.68 0.25 0.49 14722 1766 11087 133044 将上述不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即为各层间侧移刚度∑D

表3.6 层间侧移刚度 kN /mm

层 次 ∑D 1 425376 2 494668 ΣD1 /ΣD2 =425376/494668=0.860>0.7,故该框架为横向规则框架。

4.1恒载标准值计算

4 荷载计算

（1）屋面(不上人)：

防水层(刚性)：30mm厚C20混凝土防水 1.00kN/m2 防水层(柔性)：三毡四油铺小石子 0.40 kN/m2 找平层：15mm厚水泥砂浆 20×0.015=0.30 kN/m2 找平层：15mm厚水泥砂浆 20×0.015=0.30 kN/m2 找坡层：40mm厚水泥石灰焦渣砂浆3‰找平 0.04×14=0.56 kN/m2 保温层：80mm厚矿渣水泥 14.3×0.08=1.16 kN/m2

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结构层：100mm厚现浇钢筋混凝土板 25×0.10=2.50 kN/m2 抹灰层：10mm厚混合砂浆 17×0.01=0.17 kN/m2 合计： 6.39 kN/m2 屋面的面积取到墙外包尺寸线

屋面面积：（50.4+0.24）×（15.9+0.24）=817.330 m2 817.330×6.39=5222.739kN （2）各层走廊及楼面

大理石面层，水泥砂浆擦缝

30mm厚1︰3干硬性水泥砂浆，面上撒2mm厚素水泥 1.16 kN/m2 水泥浆结合层一道

结构层：100mm厚现浇钢筋混凝土板 25×0.12=2.50 kN/m2 抹灰层：10mm厚混合砂浆 17×0.01=0.17 kN/m2 合计： 3.83 kN/m2 一层~六层楼面面积：（50.4+0.24）×（19.5+0.24）=999.634m2

999.634×3.83=3828.6 kN

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（3）梁、柱

梁净跨计算 横梁

1层~6层： AB CD 跨 600+120+100-550×2=5720 mm

BC跨 2700-200=2500 mm

纵梁

1层~6层 1-2跨 7-8跨 7200+120+275-550×2=95 mm 2-7轴之间梁跨 7200-550=6650mm 次梁： 6600+120+100-250×2=6320 mm 柱净高可取层高减去板厚

表4.1 梁、柱重力荷载代表值

b /m 0.25 0.25 0.25 0.55 0.25 0.25 0.25 0.55 h /m 0.50 0.20 0.55 0.50 0.55 0.50 0.20 0.55 0.50 0.55 r/ （kN/m3） 25 25 25 25 25 25 25 25 25 25 g /(kN/m) 3.281 1.313 3.609 3.281 6.563 3.281 1.313 3.609 3.281 6.563 li /m 5.720 2.500 6.495 6.650 6.520 4.850 5.720 2.500 6.495 6.650 6.520 3.500 Gi /kN 300.277 26.260 187.524 468.809 290.303 300.277 26.260 层数 构件 Β 1.05 1.05 1.05 1.05 1.10 1.05 1.05 1.05 1.05 1.10 n 16 8 8 20 14 16 8 8 20 14 32 ΣGi /（kN） AB CD跨 0.25 BC跨 1 纵梁 边跨 中跨 983.17 次梁 柱 BC跨 2~6 纵梁 0.25 中跨 32 1018.578 1018.578 AB CD跨 0.25 187.524 468.809 290.303 735.056 983.17 次梁 柱 735.056 ①：β为考虑梁、柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增加系数。

g表示单位长度构件重力荷载。 n为构件数量。

②：梁长度取净跨，柱长度取净高。

③：对现浇板肋梁楼盖，因为板自重已计入楼面（屋面）的恒荷载中，故计算梁自重时高度应取梁原厚减去板厚。 （4）墙

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外墙采用240mm厚水泥空心砖（容重9.8 kN/m2），内墙采用200mm厚加气混凝土砌块（容重5.5 kN/m2） a.外墙

水刷石外墙面 0.5 kN/m2 240mm厚水泥空心砖 0.24×9.8=2.35 kN/m2 水泥粉刷内墙面 0.36 kN/m2 合计： 3.212 kN/m2 b.内墙

200mm厚加气混凝土砌块 0.200×5.5=1.100kN/m2 水泥粉刷内墙面 0.36×2=0.72 kN/m2 合计： 1.82 kN/m2 （5）门、窗

房间门采用木门（单位面积重力荷载为0.2 kN/m2 ），窗采用铝合金门窗（单位面积重力荷载为0.4 kN/m2），底层入口处：两侧门与中间门采用钢塑玻璃门（单位面积重力荷载为0.4 kN/m2）。 面积计算

1层～6层：外墙面积（6.6+0.12+0.1-0.55×2）×（3.6-0.6）×5+（2.7-0.1-0.1）×（3.6-0.3）×2+（7.2+0.12-0.55-0.275）×(3.6-0.65) ×4+(7.2-0.1-0.1) ×(3.6-0.65) ×2+（7.2+0.1-0.55）×（3.6-0.65）×4=361.201m2

外墙门窗面 M-2 (1.8+2.1) ×5×1=18.9 m2 C-1(26个) 1.8×1.8×26=84.24 m2 18.9+84.24=103.14 m2

内墙面积（6.6+0.12+0.1-0.55×2）×（3.6-0.6）×12+(6. 6-0.12-0.1) ×(3.6-0.6) ×11+(3.6+0.1-0.275)×(3.6-0.65)+(7.2-0.55)×(3.6-0.65)×4+(7.2-0.55+0.1-0.275)×(3.6-0.65)×4+(7.2+0.12-0.55-0.275)×(3.6-0.65) ×3 =638.92m2

内墙门窗面积M-1（21个）1.0×2.1×21=44.1 m2 M-30.9×2.1×2=3.78 m2 C-1（1个） 1.8×1.8×1=3.24 m2 44.1+3.78+3.24=51.12 m2 外墙自重 （ 361.201-103.14）×3.212=828. kN 外墙门窗重84.24×0.4+18.9×0.4=41.26 kN 内墙自重 （638.92-51.12）×1.82=1069.80 kN

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内墙门窗重 (44.1+3.78) ×0.2+3.24×0.2=10.85 kN 墙总重 828.+1069.80=18.69 kN 门窗总重 41.26+10.85=52.11 kN

2层~6层：外墙面积 计算方法同一层S=361.20 m2 外墙门窗面积 C-1 (30个) 1.8×1.8×30=97.2 m2

内墙面积 （6.6+0.12+0.1-0.55×2）×（3.6-0.6）×11+(6.6-0.12-0.1) ×(3.6-0.6)

×10+(6.6+0.1-0.275)×(3.6-0.65)+(7.2-0.55)×(3.6-0.65)×4+(7.2-0.275+0.1-0.275)×(3.6-0.65)×4+(7.2+0.12-0.55-.2075)×(3.6-0.65) ×3=600.26 m2

内墙门窗面积M-1（22个）1.0×2.1×22=46.2 m2 M-3（2个）0.9×2.1×2=3.78 m246.2+3.78=49.98 m2

外墙自重 （361.20-97.20）×3.212=847.97kN 外墙门窗重 97.2×0.4=38.88 kN

内墙自重 （600.26-49.98）×1.82=1001.51 kN 内墙门窗重 49.98×0.4=19.99 kN 墙总重 847.97+1001.51=1849.48 kN 门窗总重 19.99 +38.88=58.87kN 6层：外墙面积 计算方法同一层S=361.20 m2

外墙门窗面积 C-1 (30个) 1.8×1.8×30=97.2 m2

内墙面积 （6.6+0.12+0.1-0.55×2）×（3.6-0.6）×9+(6.6-0.12-0.1) ×(3.6-0.6)

×10+(3.6+0.1-0.275)×(3.6-0.65)+(7.2-0.55)×(3.6-0.65)×4+(7.2-0.275+0.1-0.275)×(3.6-0.65)×4+(7.2+0.12-0.55-0.275)×(3.6-0.65) ×3=568.30 m2

内墙门窗面积 M-1（22个）1.0×2.1×22=46.2 m2 M-3（2个）0.9×2.1×2=3.78 m2 46.2+3.78=49.98 m2

外墙自重（361.20-97.20）×3.212=847.97kN 外墙门窗重 97.2×0.4=38.88 kN

内墙自重（568.3-49.98）×1.82=943.34 kN 内墙门窗重 49.98×0.4=19.99 kN

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墙总重 847.97+943.34=1791.31 kN 门窗总重 19.99 +38.88=58.87kN 4.2活荷载标准值计算 （1）屋面和楼面活荷载标准值 根据《荷载规范》查的

不上人屋面均布荷载标准值 0.5 kN/m2 综合楼楼面均布荷载标准值 2.0 kN/m2 楼 梯、走 廊均布荷载标准值 2.5 kN/m2 展厅均布荷载标准值 2.5 kN/m2

2层~6层均布活荷载：（2.7-0.2）×（50.4-0.24）×2.5+（7.2-0.2）×（6.6-0.12-0.1）

×2.5+（3.6-0.12-0.1）×（6.6-0.12-0.1）×2.5+（50.4-7.2）×6.6×2×2.0+（3.6-0.1-0.1）×（6.6-0.12-0.1）×2.5=1673.77kN

屋面均布活荷载：（50.4-0.24）×（15.9-0.24）×0.5=392.75 kN （2）屋面雪荷载标准值 Sk =μs0 =1.0×0.25 kN/m2=0.25 kN/m2

屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值。 4.3荷载分类

将各层各构件荷载分类，计算各层何荷载代表值，列入表5.2中

其中各层自重为：楼面恒载、50%楼面均布活荷载、纵横梁自重、楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重和门窗。

顶层自重为：屋面恒载、50%屋面雪荷载、纵横墙自重、半层柱自重、上下半层墙体自重。

表4.2 重力荷载代表值计算表 kN

层次 1 2 3 梁 983.17 983.17 983.17 柱 876.817 735.056 735.056 板 3130.37 3130.37 3130.37 墙 1874.085 1849.48 1849.48 门窗 52.11 52.11 52.11 活荷载 836.885 836.885 836.885 ΣGi 7753.437 7587.071 7587.071 21

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4 983.17 5 983.17 6 983.17

4.4重力荷载代表值

735.056 3130.37 1849.48 52.11 836.885 7587.071 735.056 3130.37 1849.48 52.11 836.885 7587.071 367.528 5222.739 1820.395 58.87 196.375 .077 22

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图4.1 各质点的重力荷载代表值

5 内力计算

5.1 横向水平地震作用下框架结构的内力和位移计算

5.1.1横向自振周期计算

T1=1.7ψT （uT）1/2 （6.1）

注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。

ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.7。

uT按以下公式计算： VGi=ΣGk （6.2）

（∆u）i= VGi/ΣD ij （6.3） uT=Σ（∆u）k （6.4）

注：D k为集中在k层楼面处的重力荷载代表值，VGi为把集中在各层楼面处的重力荷载值视为水平荷载而得的第i层的层间剪力。

ΣD ij 为第i层的层间侧移刚度。

（∆u）i（∆u）k分别为第i、k层的层间侧移。

表5.1 结构顶点的假想侧移计算

层次 6 5 4 3 2 1 Gi（kN） .077 7587.071 7587.071 7587.071 7587.071 7753.437 VGi（kN） .077 16236.148 23823.219 31410.29 39163.727 46917.1 ΣD i（N/mm） 494668 494668 494668 494668 494668 425376 ∆ui（mm） 17.48 32.82 48.16 63.5 92.07 110.3 ui（mm） 351.43 333.95 301.13 252.97 1.47 110.3 T1=1.7ψT（uT）1/2 =1.7×0.7×(351.43×10-3)1/2=0.60s

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5.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算

根据《建筑设计抗震规范》（GB50011—2010）规定，对于高度不超40米、以剪切变形为主且质量和刚度沿着高度方向分布比较均匀的结构，以及可近似于单质点体系的结构，可以采用底部剪力法等简化方法计算抗震作用。因此本框架采用底部剪力法计算抗震作用。

Fek=а1 Geq （6.5） Geq=0.85ΣGi=0.85×（7753.437+7587.071×4+.077=332.163kN

根据场地类别Ⅱ为类，设计地震分组为第一组，查得场地特征周期值Tg=0.35s。 抗震设防烈度为8度，多遇地震情况下，查的水平地震影响系数最大值аmax=0.16。 由特征周期与自振周期的比值确定计算地震影响系数а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.35/0.60）0.9×0.16 =0.0985

FEk=а1Geq=0.0985×332.163=3278.98kN

因1.4Tg=1.4×0.35=0.49sFi=GiHi1-δn =0.882

GiHi （6.6） FEk（1﹣dn）SGkHk表5.2 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表

层次 6 5 4 3 2 1 Hi（m） 22.95 19.35 15.75 12.15 8.55 4.95 Gi（kN） .077 .077 7587.071 7587.071 7587.071 7753.437 GiHi（kN·m） GiHi/∑GjHj Fi（kN） 198496.32 167359.2 119496.37 92182.91 869.46 38379.51

0.347 0.301 0.222 0.140 0.098 0.058 1287.42 1003.5 717.231 552.383 390.428 231.365 Vi（kN） 1079.376 1390.465 2107.696 2660.079 3050.507 3281.872 24

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各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布图

图5.1 水平地震作用分布 图5.2 层间剪力分布

5.1.3水平地震作用下的位移验算

根据《建筑设计抗震规范》（GB50011—2010）规定，抗震验算时，结构任一楼层的水平地震剪力应符合VEKI>λΣGj，查得λ=0.032

表5.3 水平地震剪力验算表

层次 6 5 4 3 2 1 Gi（kN） .077 7587.071 7587.071 7587.071 7587.071 7753.437 ΣG（kN） .077 16236.148 23823.219 31410.29 39163.727 46917.1 0.032ΣG（kN） 276.770< 519.557< 762.343< 1005.129< 1253.239< 1501.350< Vi（kN） 1079.376 1390.465 2107.696 2660.079 3050.507 3281.872 25

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因此水平地震剪力按计算结果计算。

水平地震作用下框架结构的层间位移△ui和顶点位移u i的计算： ∆ui = Vi/ΣD ij （6.7） u i=Σ∆uk （6.8） 各层的层间弹性位移角的计算

ζe=∆ui/hi （6.9）

表5.4 横向水平地震作用下的位移验算

Vi （kN） 1079.376 1390.465 2107.696 2660.079 3050.507 3281.872 （∆u）i （mm） 2.18 2.81 4.26 5.38 6.17 7.72 ui （mm） 27.52 26.34 23.53 19.27 13. 7.72 hi （mm） 3600 3600 3600 3600 3600 4950 层次 6 5 4 3 2 1 ΣD i（N/mm） 494668 494668 494668 494668 494668 425376 ζe=（∆u）i /hi 1/1518 1/1281 1/845 1/669 1/583 1/1 由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/583<1/550，满足5.1.4水平地震作用下框架内力计算

ueeh要求。

以框架布置图中3轴线横向框架内力计算为例说明计算方法，其余框架内力计算略。

i层j柱分配到的剪力Vij以及该柱上下端的弯矩Mbij 和M uij的计算

VijDijDVi (6.10) ijMbij=Vij×yh (6.11) M uij=Vij（1﹣y）h (6.12) y=yn+y1+y2+y3 (6.13) 注：Dij为i层j柱的侧移刚度。 h为柱的计算高度。 y框架柱的反弯点高度比。

yn框架柱的标准反弯点高度比。

y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。

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y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。

表5.5 各层柱端弯矩及剪力计算（边柱） 层间刚度Di (N/mm) 477679 477679 477679 477679 477679 581248 边柱 Di1 Vi1 K Vi(kN) y Mib1 Miu1 512.8 945.6 1302.1 1580.4 1782.5 1906.4 16014 16014 16014 16014 16014 21500 17.18 31.68 43.62 52.94 59.76 70.52 0.393 0.393 0.393 0.393 0.393 0.214 0.197 0.347 0.400 0.450 0.500 0.930 12.86 41.77 66.30 90.53 113. 405.31 .42 78.61 99.45 110. 113. 30.51 表5.6 各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）

Di2 Vi2 K y 0.241 0.350 0.441 0.450 0.500 0.848

Mib2 Miu2 143 143 143 143 143 22496 20.34 37. 51.69 62.74 70.77 73.78 0.482 0.482 0.482 0.482 0.482 0.268 18.63 49.93 86.62 107.29 134.46 386.65 58.66 92.72 109.80 131.13 134.46 69.31 梁端弯矩Mb、剪力Vb及柱轴力Ni的计算

M l b=lilb (6.14) （Mbi+1，j+ Mui，j）rib+ ibirbbu (6.15) （M+ M）i+1，ji，jrib+ ibM r b=lMlb+ MrbV b= (6.16)

lNi=Σ（V l b﹣ V r b）k (6.17) 注：ib和ib分别表示节点左右梁的线刚度

l

r

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Mb和Mb分别表示节点左右梁的弯矩 Ni为柱在第i层的柱轴力，以受压为正

l

r

图5.3 内力示意图

表5.7 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算 层次 6 5 4 3 2 l Mb边 梁 Mbr l 走 道 梁 Vb l Mb柱 轴 力 Vb Mbr l 边柱N -13.42 -36.70 -71.95 -116.56 -168.12 -206.4 中柱N -20.43 -61.40 -118.32 -221.55 -309.48 -388.78 .42 91.47 141.22 173.94 204.07 18.04 34.25 49.13 66.98 74.36 5.4 5.4 5.4 5.4 5.4 13.42 23.28 35.25 44.61 51.56 40.62 77.10 110.60 177.41 167.39 40.62 77.10 110.60 177.41 167.39 2.4 2.4 2.4 2.4 2.4 2.4 33.85 .25 92.17 147.84 139.49 117.58 1 144.05 62.68 5.4 38.28 141.09 141.09 ①柱轴力的负号表示拉力。

②M单位为kN·m,V单位为kN,L单位为m。

5.1.5作水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图

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图5.4横向框架弯矩图（kN） 图5.5 梁端剪力及柱轴力图（kN）

5.2 竖向荷载作用下框架结构的内力计算 5.2.1计算单元

取②～③轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.2m，由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影所示。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，所以在框架节点上还作用有集中力矩。

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图5.6 横向框架计算单元

5.2.2荷载计算

1）恒载计算 在图2-8中，

q1、q1'代表横梁自重，为均匀荷载形式。对于第6层

q14.332kN/m q1'4.332kN/m

q2和q2'分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由图3-8所示几何

关系可得：

q25.463.921.294kN/m q2'5.462.413.104 kN/mP1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包.括里梁自重、楼板重和女

儿墙等的重力荷载，计算如下：

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PM11q2P2q'2P2q2P1Mq0011Aq001Bq'C24001D

图5-7 各层梁上作用的恒载

11.8+5.4p1 =[(3.91.8)2+1.8]5.46225.46.37.84.3324.441.57.8186.49kN

211.8+5.42.73.9p2=[(3.91.8)2+1.8(2225.41.22)]5.466.37.84.332

2186.49kN

集中力矩

M1P1e1186.490.1222.38kNm

对于1～5层，6层，结果为：

q1包括梁自重合其上横墙自重，为均布荷载。其他荷载计算方法同第

q14.3324.283.2518.242kN/m

q1'4.332kN/m

q23.83.914.82kN/m q2'3.82.4p1(3.91.82)3.86.37.84.3322.78.19(3.07.155.362.4)0.45.362.4 1.65kN

9.12k N/m

p2(3.91.826.61.2)3.86.37.84.3322.74.28

[3(7.80.65)122.4]1.02.40.22 216.51kN

M1p1e1.650.1222.68kNm

2）活荷载计算

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活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图3-10所示。

pM11q2p2q'2p2q2p1MCD001A00B2400

图5-8 各层梁上作用的活载

对于第6层

q23.927.8kN/m q2'22.44.8kN /mp1(3.91.83.91.8)228.08kN/m M13.37kN mp2(3.91.826.61.2)243.92kN/m

同理，在屋面雪荷载作用下

q23.90.72.73kN/m q2'0.72.41.68k N/mp1(3.91.83.91.8)0.79.828kN/m M11.179kN mp2(3.91.826.61.2)0.715.372kN/m

对1～5层

q23.927.8kN/m q2'22.44.8kN/m p1(3.91.83.91.8)228.08kN/m M13.37kN mp2(3.91.826.61.2)243.92kN/m

3）竖向均布恒荷载的等效转化 对于第6层

2221.29421.683kN/m275q中=4.332+13.10412.522kN/m8 q边=4.332+

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对于1～5层

2214.8230.318kN/m 275 q中=4.332+9.1210.032kN/m

8q边=18.242+4）竖向均布活荷载的等效转化

227.86.356kN/m275q中=4.83kN/m8 q边=5）竖向均布雪荷载的等效转化

222.732.224kN/m275q中=1.681.05kN/m8 q边=6）各杆在恒载的固端弯矩为 屋面：

MAB=11q边l边221.6835.4252.69kNm 121211MBA=q边l边221.6835.4252.69kNm

121211MBC=-q中l中212.5221.226.011kNm

3311MCB=-q中l中212.5221.223.006kNm

66楼面：

11q边l边230.3185.4273.673kNm 121211MBA=q边l边230.3185.4273.673kNm

121211MBC=-q中l中210.0321.224.815kNm

33 MAB=-7)各杆在活载作用下的固端弯矩 1～6层：

MAB=-11q边l边26.3565.4215.445kNm 121211MBA=q边l边26.3565.4215.445kNm

121233

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11MBC=-q中l中231.221.44kNm

338)雪荷载作用下各杆固端弯矩

11q边l边22.2245.425.404kNm 121211MBA=q边l边22.2245.425.404kNm

121211MBC=-q中l中210.0321.224.815kNm

33MAB=-将上述计算结果汇总，见表3-21和表3-22。

表5-8 横向框架恒载汇总表

层 次 6 1～5 q1 kN/m q1' kN/m q2 kN/m q2' kN/m p1 kN p2 kN M1 kNm 4.332 18.242 q2 kN/m 4.332 4.332 q2' kN/m 21.294 14.82 13.104 9.12 p1 kN 186.49 1.65 p2 kN 177.79 216.5 22.38 22.68 表5-9 横向框架活载汇总表 层 次 6 1～5 M1 kNm 7.8 （2.73） 7.8 4.8 （1.68） 4.8 28.08 （9.828） 28.08 43.92 （15.372） 43.92 3.37 （1.179） 3.37 注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况 （3）内力计算

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。

梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程如图3-11，所得弯矩图如图3-12。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。 柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到。计算柱底轴力还需要考虑柱的自重，如表3-23和表3-24所示。

梁端剪力： VVqVm 式中：Vq—— 梁上均布荷载引起的剪力，Vq

34

1ql； 2延安大学西安创新学院毕业设计

Vm—— 梁端弯矩引起的剪力，Vm柱轴力： NVP 式中：V—— 梁端剪力

M左M右。 lP—— 节点集中力及柱自重

（A）雪荷载作用下的弯矩分配

35

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（B）横荷载作用下的弯矩分配

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（C）活荷载作用的弯矩分配

5-9横向框架弯矩的二次分配法（M单位：kNm）

37

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图5-10 竖向荷载作用下框架弯矩图（单位：kNm）

（2）梁端剪力和柱轴力

梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。 柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到。 计算恒载作用时的柱底轴力，要考虑柱的自重。 1）恒载作用下的计算

荷载引起的剪力计算：VAB=VBA=11(6.21)q1l1+q2l1(1-a)22

VBC=VCB=1'1'(6.22)q1l2+q2l224

弯矩引起的剪力计算(杆件弯矩平衡):VAB=-VBA=-MAB+MBA(6.23)

l

38

VBC=VCB=0

(6.24)

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柱的轴力计算：Nl=Nu-Vl+Vr (6.25) （

Nu 柱上端传来的轴力 Vl.Vr左右梁传来的剪力）

2）活载作用下的计算

荷载引起的剪力计算：VAB=VBA=1q2l1(1-a)2(6.26)

VBC=VCB=1'(6.27)q2l24

l弯矩引起的剪力计算(杆件弯矩平衡):VAB=-VBA=-MAB+MBA(6.28)

VBC=VCB=0 (6.29)

柱的轴力计算：Nl=Nu-Vl+Vr (6.30)

（

Nu 柱上端传来的轴力

Vl.Vr左右梁传来的剪力）

表5.10 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）

荷载引起剪力 弯矩引起剪力 总剪力 AB层ABBC跨 BC跨 AB跨 BC跨 跨 跨 次 VBVCVAVBVBVCVAVBVBVCVA VB 47.446.76 47.08 13.06 0.37 0 13.06 5 1 74.173.55 73.88 10.67 0.29 0 10.67 7 9 74.173. 73.88 10.67 0.29 0 10.67 7 9 74.173.53 73.88 10.67 0.29 0 10.67 7 9 74.173.52 73.88 10.67 0.29 0 10.67 7 9 74.173.61 73.88 10.67 0.25 0 10.67 3 3

柱 轴 力 A柱 N顶 B柱 N顶 N底 N底 233.94 536.91 839.88 1142.85 1445.82 1751.75 276.09 579.06 882.03 1185.00 1487.97 1868.96 237.56 580.47 923.38 1266.29 1609.2 1952.65 279.71 622.62 965.53 1308.44 1651.35 2069.86 39

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表5.11 活载作用下梁端剪力及柱轴力（kN）

层 次 6 5 4 3 2 1 荷载引起剪力 弯矩引起剪力 总 剪 力 柱 轴 力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱 B柱 VAVB VBVC VAVB VBVC VA VB VBVC N顶=N底 N顶=N底 12.92.88 -0.03 12.93 12.99 2.88 41.01 59.79 6 0 1.01 -0.01 4.53 4.55 1.01 14.36 20.93 4. 82.07 119.53 12.96 2.88 0.02 0 12.98 12.94 2.88 55.42 80.67 123.13 179.27 12.96 2.88 0.02 0 12.98 12.94 2.88 96.48 140.41 1.19 239.01 12.96 2.88 0.02 0 12.98 12.94 2.88 137. 200.15 205.25 298.75 12.96 2.88 0.02 0 12.98 12.94 2.88 178.6 259. 246.31 358.49 12.96 2.88 0.02 0 12.98 12.94 2.88 219.66 319.63 6内力组合

6.1结构抗震等级

抗震等级是构件计算和抗震措施确定的标准，可根据结构类型、地震烈度、房屋高度等因素来确定。该框架结构高度小于24m，抗震设防烈度为8度，故抗震等级为二级。 6.2框架的内力组合

（1）作用效应组合

结构或结构构件在使用期间，可能遇到同时承受永久荷载和两种以上可变荷载的情况。但这些荷载同时都达到它们在设计基准期内的最大值的概率较小，且对某些控制截面来说，并非全部可变荷载同时作用时其内力最大，因此应进行荷载效应的最不利组合。

永(6.1)

可(6.2)

变

荷

载

控

制

的

组

合

久

荷

载

控

制

的

组

合

1.35SGk+1.0SQk

1.2SGk+1.4SQk

40

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地震作用下的不利组合1.2SGEk+1.3S (SGEk=SGk+0.5SQk) (6.3) （2）为了便于施工和提高框架结构的延性。对竖向荷载作用下的梁端负弯矩进行调幅。对现浇框架结构条幅系数可取0.8~0.9（取0.8）

（3）承载力抗震调整系数

抗震设计中采用的材料强度设计值应高于非抗震设计时的材料强度设计值。但为了应用方便，在抗震设计中仍采用非抗震设计时的材料强度设计值，而是通过引入承载力抗震调整系数

RE来提高其承载力。查表

表6.1 承载力抗震调整系数gRE

偏压柱 轴压比<0.15 0.75 轴压比>0.15 0.80 受弯梁 0.75 6.3框架梁内力组合

受剪 受拉 0.85 梁内力控制截面一般取两端支座截面及跨中截面。支座截面内力有支座正、负弯矩及剪力，跨中截面一般为跨中正截面。

梁支座负弯矩组合的设计值

非抗震设计：-M=-(1.2MGK+1.4MQK) -M=-(1.35MGK+MQK) 抗震设计 ： -M=-(1.2MGK+1.3MQK) 梁支座正弯矩组合的设计值 抗震设计： M=1.3MEK-1.0MGK 梁端剪力

非抗震设计：V=1.2VGK+1.4VQK V=1.35VGK+VQK

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抗震设计时二级框架梁端剪力设计值的调整计算

lr V=εvbMb+Mb+VGb (6.4)

ln注：ln 梁的净跨。

εvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。 VGb梁的重力荷载代表值

ir梁的左右端截面组合的弯矩设计值 Mb.Mb梁跨间最大正弯矩组合的设计

抗震设计时，梁跨间最大弯矩应是水平地震作用产生的跨间弯矩与相应的动力荷载代表值产生的跨间弯矩的组合。由于水平地震作用可能来自左右两个方向，因而应考虑两种可能性，分别求出跨间弯矩，然后取较大者进行截面配筋计算

本工程中，梁上荷载设计值

q11.218.24221.kN/m

q21.2(14.820.57.8)22.4kN/m

左震

MAMB1(1)q1lq2ll22110.75156.671222.4695.450.02kN

5.423111VA(2q1q2)l50.02(221.22.4)5.49.60223

VA说明x<l，其中x为最大正弯矩截面至A支座的距离，则x可由下式

42

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层 次 截 面 位 置 A 内 力 M SGk SQk Swk SEk 表6-1 框架梁内力组合 [1.2(SGk0.5SQk)1.3SEk] 1.2SGk1.26(SQkSwk) RE -23.88 .49 -107.91 120.49 .04 -38.82 —— —— -45.2  -129.41 121.14 -58.21 88.83 -78.57 71.68 —— —— -80.03  83.06 39.94 -117.5 124 129.36 -117.57 115.69 130.73 15.05  -197.84 124.53 4.73 39.41 -145.76 142.28 7.37 130.73 -91.07 1.35SGkSQk 1.2SGk1.4SQk l VRE[vb(MbMbr)/lnVGb -57.76 74.03 -56.68 73.63 -8.10 10.67 -40.24 -12.02 12.98 -11.94 12.94 -2.02 2.88 -11.37 -3.98 12.93 4.53 11.49 -4.02 12.99 4.55 -3.19 -1.12 2.88 1.01 ±48.08 12.56 19.72 ±144.05 38.28 62.68 -.996 113.06 -88.46 112.34 -12.96 17.28 —— —— 65.69 -86.14 107.13 -84.73 106.47 -12.55 16.84 —— —— -.21 170.15 119.6 V M B左 一 层 V M ±12.56 ±52.62 43.85 ±38.28 ±141.1 117.6 B右 V M 跨间 ±13.82 3.43 ±.42 13.42 V M A V 47.45 68.91 77.55 35.88 65. 76.99 75.04 87.48 M 38.65 4.72 18.04 -37.85 66.8 19 .18 63.67 62.47 B左 六 层 V 46.71 ±3.43 ±13.42 76.74 68.1 .79 35.14 76.05 74.24 M -11.49 ±10.62 ±40.62 -4.43 -31.19 28.76 -50.45 -18.7 -18..25 66.37 B右 V MAB 13.06 8.85 33.85 8.15 —— —— 30.45 —— —— -23.57 244.18 29.79 51.24 261.91 29.79 20.51 —— —— 19.7 —— —— 跨间 MBC 注：1）表中MAB和MBC分别为AB跨和BC跨的跨间最大正弯矩。M以下部受拉为正。SQk一项中下行内的数值表示屋面作用雪荷载时对应的内力。 2）M的单位为kNm，V的单位为kN。

43

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求解：

1x2VAq1xq20

2l1x250.0221.x22.40

215.43x1.577m

将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值

q121x3MmaxMAVAxxq226l21.11.57732Mmax110.7550.021.5771.57722.4

2615.431.25kN/m

REMmax0.751.25115.69kN/m

右震

263.796.3111221.5.422.4695.4149.56kN

5.4223111VA(2q1q2)l149.56(221.22.4)5.4.94kN＞0

223VA说明x＞l，则

VAxl2q1q2

q215.4149.56322.42x3.828m

21.22.4 44

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1Mmax263.79149.563.828(21.22.4)3.8282211122.45.4(3.8285.4) 239576.6kN/m

REMmax0.75576.6432.45kN/m

剪力计算：AB净跨

1ln5.40.8524.55m2

左震

Vbl39.9412446.99kNVbr145.88kN0.850.85

0.85lMb110.7546.99130.72kNm边2 0.85Mbr边156.67145.8894.67kNm2 124.5339.41146.51kNVbr46.36kN0.850.85

0.85lMb263.79146.51201.52kNm边2 0.85Mrb边6.3146.3626.01kNm2

右震

Vbllr225.39kNm＜201.52+26.01=227.53kNm MbM边b边130.7294.6714.554.551.82VGb(21.4.5522.4)

2280.69kN

则

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227.5380.69135.69kN4.55227.39VB1.180.69135.18kN4.55 VA1.1REVA0.85135.69115.34kN REVB左0.85135.18114.9kN

MqA2MBqxV1lAVB

图6-1均布和三角形荷载下的计算简图

本工程中，梁上荷载设计值

q11.24.3325.198kN/m

q21.2(9.120.54.8)13.824kN/m

左震

VAMAMB11q1lq2l l24172.48172.48115.1982.413.8242.4

2.424129.2kN0

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则Mmax发生在左支座。

Mmax1.3141.09(8.100.52.02)174.31kNm

REMmax0.75174.31130.73kNm

右震

VAMAMB11q1lq2ll24 193.3193.3115.1982.413.8242.4175.62kN2.424

x2xq1q2VAl x25.198x13.824175.622.4

x5.09m＞2.4m

说明Mmax发生在右支座。

Mmax1.3141.09(8.100.52.02)174.31kNm

REMmax0.75174.31130.73kNm

剪力计算：BC净跨

ln2.40.851.55m

左震

117.57138.32kNVbr中0.85

0.85lMb172.48138.32113.69kNmMbr中中2

Vbl中右震

Vbl中142.28167.39kNVbr中0.85

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lMb左194.35167.390.85123.21kNmMbr右2

lrkNm＜123.21×2=246.42kNm MbM中b中113.69113.69227.3811.55VGb(5.1981.5513.824)9.39kN22

VB右1.1则

246.429.39184.27kN1.55

227.389.39170.76kN1.55

VC左1.1REVB右0.85184.27156.63kN

REVC左0.85170.76145.14kN

（3）框架柱内力组合

取每层框架柱柱顶和柱底两个控制截面，组合结果及柱端弯矩设计值的调整见表3-26～3-27。注意，在考虑地震作用效应的组合中，取屋面为雪荷载时的内力进行组合。

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表6-2(a) 横向框架A柱弯矩和轴力组合 层次 截面 内力 柱 顶 6 柱 底 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 M SGk SQk Swk 13.82 3.43 SEk .42 13.42 1.2SGk1.26(SQkSwk) [1.2(SGk0.5SQk)1.3SEk] RE 29.76 328.08 -32.47 378.66 7.72 735.1 -24.2 785.68 -1.45 1137.72 -16.09 1188.3 -4.13 1537.43 -3.26 1588.01 -11.96 1932.06 13.17 1982. 26.71 2335.09 145.23 2475.74  .59 336.72 -40.63 387.3 65.38 760.3 -48.9 810.88 74.55 1188.28 -57.01 1238.86 77.24 1619.17 -69.84 1669.75 85.06 2055.14 -66.21 2105.72 26.71 24.81 -192.83 2630.47  -26.22 203.92 -12.03 241.86 -52.07 472.38 16.15 510.31 -33.85 777.77 40.07 818.23 -83.3 1041.93 67.94 1082.4 -86.13 1298.87 92.88 1339.34 2.25 1572.46 2.25 1572.46  79.9 230.09 -37.11 268.03 101.72 3.94 -65.3 581.88 160.07 927.42 -.22 967.88 132.45 1284.37 -120.36 1324.84 135.27 18.57 -128.52 16.02 61.74 2001.77 -411.17 2114.29 1.35SGkSQk 1.2SGk1.4SQk Mmax N Nmin M Nmax M 27.93 233.94 -24.43 276.09 24.43 536.91 -24.43 579.06 24.43 839.88 -24.43 882.03 24.43 10.84（3.79） 41.01（14.36） -5.74 41.01(14.36) 5.74 82.07（55.42） -5.74 82.07（55.42） 5.74 123.13（96.48） -5.74 123.13（96.48） 5.74 48. 356.83 -38.72 413.73 38.72 806.9 -38.72 863.8 38.72 1256.97 -38.72 1313.87 38.72 1707.04 -38.72 1763.94 38.72 2157.11 -28.09 2214.01 50.42 2611.17 -25.21 2769.41 48.69 338.14 -37.36 388.72 37.36 759.19 -37.36 809.77 37.36 1180.24 -37.36 1230.82 37.36 1601.29 -37.36 1651.87 37.36 2022.33 -27.1 2072.91 48.65 2446.93 -24.32 2587.59 79.9 230.09 -40.63 387.3 101.72 3.94 -65.3 581.88 160.07 927.42 -.22 967.88 132.45 1284.37 -120.36 1324.84 135.27 18.57 -128.52 16.02 61.74 2001.77 -411.17 2114.29 26.22 203.92 -12.03 241.86 -52.07 472.38 16.15 510.31 -33.85 777.77 40.07 818.23 -83.3 1041.93 67.94 1082.4 -86.13 1298.87 92.88 1339.34 2.25 1572.46 2.25 1572.46 48. 356.83 -38.72 413.73 38.72 806.9 -38.72 863.8 38.72 1256.97 -38.72 1313.87 38.72 1707.04 -38.72 1763.94 38.72 2157.11 -28.09 2214.01 50.42 2611.17 -25.21 2769.41 N M 3.24 3.43 22.88 10.00 9.80 10.00 30.16 20.06 16.24 20.06 32.29 32.44 26.42 32.44 38.50 48.84 31.5 48.84 16.58 61.40 134.15 61.40 12.86 13.42 78.61 36.7 41.77 36.7 99.45 71.95 66.3 71.95 110. 116.56 90.53 116.56 113. 168.12 113. 168.12 30.51 206.4 405.31 206.4 N M N M N M N M N M N M 1142.85 1.19（137.） -24.43 1185 24.43 -5.74 1.19（137.） 5.74 N M N M 1445.82 205.25（178.6） -17.72 -4.17 N M 1487.97 205.25（178.60） 31.81 7.48 N M 1751.75 246.31（219.66） -15.90 -3.74 N 1868.96 246.31（219.66） 注：表中M以左侧受拉为正，单位为kNm，N以受压为正，单位为kN。SQk一项中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其它层楼面作用活荷载对应的内力值。 49

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表6-3（b） 横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整

层次 截面 RE（MC6 柱 柱 顶 底 — — — — 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 CMb）1.88 927.42 93.43 967.88 138.71 1284.37 120.36 1324.84 135.27 18.57 156.93 16.02 75.33 2001.77 472.85 2114.29 REN 单位为kN。

注：表中弯矩为相应于本层柱净高上、下两端的弯矩值，表中M以左侧受拉为正，单位为kNm，N以受压为正，

表6-4 横向框架A柱剪力组合（kN）

[1.2(SGk 1.2SGk 1.26(SQkSwk) 0.5SQk)1.3SEk] SEk RE层 次 6 5 4 3 2 1

SGk -12.46 -12.86 -12.86 -12.86 -11.09 -7.72 SQk -4.36 (-1.50) -3.02 -3.02 -3.02 -2.61 -1.82 Swk   -25.94 -30.07 -34.62 -38.7 -39.81 -42.29 50

 4.05 20.35 33. 43.84 53.39 69.12  -33.92 -49.66 -62.86 -73.16 -78.68 -86.73 1.35SGk SQk 1.2SGk 1.4SQk RE[vc(Mcb Mct)/Hn] 4.49 8.6. 12.21 15.45 18.42 24.39 17.18 -14.79 31.68 43.62 52.94 59.76 70.52 -8.4. -3.85 0.23 6.61 19.17 -21.18 -20.38 -20.38 -20.38 -17.58 -12.24 -21.06 -19.66 -19.66 -19.66 -16.96 -11.81 34.68 47.84 74.31 74.53 84.06 91.04 注：表中V以绕柱端顺时针为正。RE[vc(McbMct)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值。 延安大学西安创新学院毕业设计

表6-5(a) 横向框架B柱弯矩和轴力组合

层 次 截面 柱顶 6 柱底 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 内力 M SGk SQk Swk SEk 1.2SGk1.26(SQkSwk) [1.2(SGk0.5SQk)1.3SEk] RE -47 353.58 -36.22 404.16 -74.53 826.56 -25.77 877.14 -84.49 1292.12 -15.36 1342.70 -90.47 1567.34 -2.93 1801.73 -99.70 2202.75 15.28 2210.13 -90.63 2628.62 136.58 2769.27  -8.34 367.24 -48.42 417.82 -10.24 867.79 -58.88 918.37 -0.15 1375.76 -69.29 1426.34 5.82 1596.04 -81.71 1940.83 15.06 2412.18 -78.61 2419.56 -23.04 2961.13 -193.41 3101.79  -.38 203.3 -10. 241.24 -119.2 498.86 21.21 572.55 -144.91 830.79 59.36 871.25 -167.10 1081.30 80.86 1121.76 -170.56 1347.72 116.85 1353.62 -113.34 1623. 381.49 1736.16  25.01 243.14 -46.97 281.08 61.6 618.59 -82.65 700.26 83.47 1076. -120.81 1117.36 105.65 12.12 -142.3 1582.59 109.12 1991.44 -162.83 1997.34 30.82 2432.3 -422.75 24.82 1.35SGk SQk 1.2SGk+ 1.4SQk -19.25 368.78 -43.15 419.36 -43.15 863.91 -43.15 914.49 -43.15 1359.03 -43.15 1409.61 -43.15 18.16 -43.15 1904.74 -43.15 2349.29 -32.29 2356.57 -57.95 2845.07 -28.98 2985.72 Mmax N -.38 203.3 -48.42 417.82 -119.2 498.86 -82.65 700.26 -144.91 830.79 -120.81 1117.36 -167.1 1081.3 -142.3 1582.59 -170.56 1347.72 -162.83 1997.34 -113.34 1623. -422.75 24.82 Nmin M Nmax M -56.2 380.5 -45.13 437.4 -45.13 903.16 -45.13 960.07 -45.13 1425.83 -45.13 1482.74 -45.13 1948.5 -45.13 2005.4 -45.13 2471.17 -33.77 2479.47 -60.61 2994.57 30.31 3152.8 -33.95 237.56 -29.03 279.71 -29.03 580.47 -29.03 622.62 -29.03 923.38 -29.03 965.53 -29.03 1266.29 -29.03 1308.44 -29.03 1609.2 -21.73 1615.35 -39.00 1952.65 -19.50 2069.86 -10.36（-3.628） 59.79（20.93） -5.94 59.79（20.93） -5.94 119.53（80.67） -5.94 119.53（80.67） -5.94 179.27（140.41） -5.939 179.27（140.41） -5.94 239.01（200.15） -5.94 239.01（200.15） -5.939 -4.44 298.75（259.） -7.97 N M 15.34 5.42 4.84 5.42 25.51 16.36 13.14 16.36 33.47 33.19 21.4 33.19 38.21 55.2 31.26 55.2 58.66 20.43 18.63 20.43 92.72 61.4 49.93 61.4 109.8 118.32 86.62 118.32 131.13 221.55 107.29 221.55 134.46 309.48 134.46 309.48 69.31 388.78 386.65 388.78 -56.2 380.5 -45.13 437.4 -45.13 903.16 -45.13 960.07 -45.13 1425.83 -45.13 1482.74 -45.13 1948.5 -45.13 2005.4 -45.13 2471.17 -33.77 2479.47 -60.61 2994.57 30.31 3152.8 -.38 203.3 -10. 241.24 -119.2 498.86 21.21 572.55 -144.91 830.79 59.36 871.25 -167.10 1081.30 80.86 1121.76 -170.56 1347.72 116.85 1353.62 -113.34 1623. 381.49 1736.16 N M N M N M N M N M N M N M N M 45. 298.75（259.） 83.11 37.26 83.11 26.82 130.95 N M N M 358.49（319.63） 131.95 -3.98 358.49（319.63） 131.95 N 注：表中M以左侧受拉为正，单位为kNm，N以受压为正，单位为kN。SQk一项中括号内的数值为屋面作用雪荷载，其它层楼面作用活荷载对应的内力值。

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表6-6（b） 横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整

层 次 截面 6 5 4 柱底 121. 1117.36 柱顶 168.12 1081.3 3 柱底 142.30 1582.59 柱顶 170.56 1347.72 2 柱底 130.01 1997.34 柱顶 186.78 1623. 1 柱底 486.16 24.82 柱柱柱柱底 柱顶 顶 底 顶 165.21 700.26 184.44 830.79 RE(Mc— — — CMb） REN — — — 注：表中弯矩为相应于本层柱净高上、下两端的弯矩值，表中M以左侧受拉为正，单位

为kNm，N以受压为正，单位为kN。

表6-7 横向框架B柱剪力组合（kN）

[1.2(SGk 1.2SGk RE[vc(Mcb1.2SGk1.26(SQkSwk)0.5SQk)1.3SEk]1.35SGk层 SGk SQk Swk SEk 1.4SQkMt)/Hn] 次 cSQk     4.29 16.55.333.831.918.656.49 -18.326.66 25. 39. 6 (1.47 8 0 1 1 5 3) RE35.0-53..47 88.18 23.76 22.72 81.82 9 1 17 5 14.92.140.44.09 119.0-84.623.76 22.72 88.03 4 3.13 44 7 7 3 7 18.147.45.3-0.75 180.5-146.23.76 22.72 .31 3 3.13 1 5 18 28 84 21.139.46.9-7.98 169.1-139.20.77 19.85 86.47 2 2.73 3 6 12 79 49 25.117.45.9-18.3140.5-119.214.71 14.07 117.76 1 9.47 1.93 6 7 7 8 53 58 注：表中V以绕柱端顺时针为正。RE[vc(McbMct)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两5 3.13 端的剪力设计值。

15.28 15.28 15.28 13.36 10..252 40

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7截面设计及配筋计算

7.1框架梁

7.1.1梁正截面受弯承载力计

从内力组合表中分别选出截面及支座截面最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。

1层：支座弯矩 MA=438.57/0.75-163.29/0.85×0.55/2=488.71kN.m,

gREMA=0.75×488.71=366.53kN.m

MB左=321.99/0.75-1.21/0.85×0.55/2=376.19 kN.m

gRE. MF=0.75×376.19=282.14kN.m

MB右=85.00/0.75-52.77/0.85×0.55/2=96.26 kN.m

gRE. MF=0.75×96.26=52.20kN.m

跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩。

AB跨 V=1.3×102.82-（65.18+0.5×16.93）=60.02 kN 则支座边缘处 Mmax=146.34/0.75-60.02×0.55/2)=178.61 kN.m BC跨V=1.3×44.36-（8.75+0.5×3.65）=45.28 kN Mmax=96.58/0.75-45.28×0.55/2 =116.32kN.m

当梁下部受拉时，按T形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。 AB 跨：翼缘计算宽度 当按跨度考虑时，bf′=l/3=6.6/3=2.2m=2200mm。

当按梁间距考虑时，bf′=b+Sn=250+6500=6750mm。

按翼缘厚度考虑时h0=h-as=600-35=565mm, hf′/ h0=100/565=0.18>0.1,此种情况不起控制作用，故取bf′=2200mm

梁内纵向钢筋选用HRB335级钢(fy=300N/mm，fy′=300N/mm), b=0.550 下部跨间截面按单筋T形截面计算。

1hf1fcb1fh1fh02=1.0×14.3×2200×100×（565-100/2）=1620.19KN.m >178.61 kN.m

属第一类T形截面：

as=M/b`fa1fch02=178.61×106/（1.0×14.3×2200×5652=0.018 （7.5）

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x=1-1-2as =0.018<b=0.550

AS=xa1fch`fho/fy=0.0201.014.52200565/3001066.49mm （7.6）

实配钢筋4

20（AS=1256mm）.

2

ρ=1256/（250×565）=1.08％>0.2％,满足要求。 将下部跨间截面的4

20钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As

，

=1256mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部：

as=1M-fy1As(ho-a1s)a1fcho2366.53106-300527565-35=0.108

1.014.525002x112as0.01142as/h070/2650.26

受压钢筋的应力达不到fy 由M=fyAs(ho-as)得

1AsM/(ho-as)fy/(ho-as) fy=366.53×106/(250×(565-35)) =2305.02mm2

实配钢筋：4支座 Bl上部

28（AS=2463mm）

’

2

AsM/(ho-as)fy/(ho-as) fy=282.14×106/(250×(565-35)) =1774.47mm2

实配钢筋：4

28（AS=2463mm）

’

2

ρ=2463/（250×565）=1.7％>0.3％, AS/AS=0.72 >0.3, 满足要求。 BC 跨bf′=l/3=2.7/3=0.9=900mm

’

h1ffbhh0211cf1f=1.0×14.3×900×100×（265-100/2）=276.71KN.m> 116.32KN.m

2属第一类T形截面：asM/b'fa1fch0=116.32×106（/1.0×14.3×100×2652）=0.128

x112as=0.130<b=0.550

AsM/ fy =0.130×1.0×14.3×900×265/300=1477.90mm2

实配钢筋4

22（AS=1520mm）。

2

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1520/（250×265）=2.30％>0.2％,满足要求。

将下部跨间截面的4

22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As=1520

，

mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部：

16M-fy1As(ho-a1s)96.2610-300520265-350.07 as=221.014.5300265a1fchox112as=0.073 <2as / ho =70/265=0.26

受压钢筋的应力达不到fy

由M=fyAs(ho-as)得As/(ho-as) fy=96.26×106/(300×(265-35)) =1395.07mm

2

`实配钢筋：422（AS=1520mm）

’2

1520/（300×265）=1.9％>0.3％,

AS/AS=0.91％>0.3％, 满足要求。

表7.1 框架梁纵向钢筋计算表

层次 截面 M bf /kN.m 2200 2200 2200 900 900 2200 2200 2200 900 900 2200 2200 2200 900 900 ξ ＜0 ＜0 0.086 ＜0 0.058 ＜0 ＜0 0.029 ＜0 0.118 ＜0 ＜0 0.018 ＜0 0.012 As' As /mm2 /mm2 804 804 804 901 800 1 7 630 444444444444444实配钢筋As As'/As /mm2 16(As=804) 16(As=804) 16(As=804) 16(As=804) 16(As=804) 22(As=1520) 22(As=1520) 20(As=1256) 20(As=1256) 22(As=1520) 28(As=2463) 28(As=2463) 20(As=1256) 22(As=1520) 22(As=1520) 1 1 1 1 1 0.8 0.8 0.97 0.62 0.62 0.90 ρ /% 0.73 0.73 0.73 0.73 0.73 0.96 0.96 0.77 1.23 1.19 1.4 1.4 1.4 1.1 1.1 ’

支A -143.30 座B左 -123.82 6 AB跨间 90.47 支座B右 -93.73 BC跨间 80.68 3 AB跨间 190.71 支座B右 -174.63 BC跨间 171.44 1 AB跨间 178.61 支座B右 -52.20 BC跨间 116.32 7.1.2梁斜截面受弯承载力计算

1层 AB跨：

（1）验算截面尺寸hw=ho=600-40=560 mm hw/b=560/250=2.2<4 属于一般梁。

55

支A -229.15 座B左 -210.13 1520 1480 1520 1357 1145 1488 1570 1128 2463 2305 2463 1774 1066 1478 1527 1695 支A -366.53 座B左 -282.14 延安大学西安创新学院毕业设计

0.25fcbh0=0.25×1.0×14.3×250×560=500.5 kN >gREV=193.02kN 截面符合条件。

（2） 验算是否按构造配箍

0.7ftbh0=0.7×1.43×250×560=140.14 kN两端加密区位1.5倍梁高和500 mm两者中取较大者，箍筋最小直径为8m，梁端加密区肢距不宜大于250mm和20倍箍筋直径的较大者，非加密区的箍筋最大间距不宜大于加密区箍筋的2倍。

梁端加密区长度为900mm,箍筋用HPB235级钢筋（fyv=210v/ mm2）。 ρmin=0.24ft/fyv=0.24×1.43/210=0.16% 由gREV≥ 0.7ftbh0+1.25 fyvAsvh0/s得

As/SgREv0.7ftbh0/1.25fyvh0193.02103-0.71.45250560/1.25210560=0.36mm2/ mm

加密区选用双肢箍筋Φ8@150。 S=2×50.3/0.36=279.44 mm

非加密区箍筋选用2肢Φ8@200，ρsv=Asv/bs=(2×50.3)/(300×150)=0.24%>ρmin满足要求。 BC跨： hw=ho=300-40=260 mm hw/b=260/300=0.78<4 属于一般梁 0.25fcbh0=0.25×1.0×14.3×300×260=287.85 kN > rRE V=161.18kN 0.7ftbh0=0.7×1.43×300×260=78.08 kN< rREV=161.18kN

As/S³ (gREV-0.7ftbh0)/1.25fyv h0 =(161.18×103-0.7×1.43×300×260)/ (1.25 ×210×260)=1.22mm2/ mm

梁端加密区箍筋选用4肢Φ10@100。 S=4×78.5/1.22=257.38 mm

加密区箍筋选用4肢Φ10@150，ρsv=Asv/bs=(4×78.5)/(300×100)=1.05%>ρmin满足要求。

表7.2 框架梁斜截面承载力计算表

 56

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层截 0.25fcbh0 hw/b /KN 2.2<4 128.43 85.48 198.87 206.53 500.5 278.85 /KN 69.36 49.07 113.26 118.84 193.02 161.18 /KN .83 42.36 78.45 86.99 140.14 78.08 mm/ mm -0.04<0 -0.10＜0 0.32 0.63 0.36 1.22 2gREV 0.7ftbh0 As/S 梁端加密区 非加密区 次 面 A 6 Bl 实配钢筋(As/S) 实配钢筋（PSV%） 双肢Φ8@100（1.01） 双肢Φ8@100（1.01） 双肢Φ8@100（1.01） 双肢Φ8@100（1.01） 双肢Φ8@150（0.67） 四肢Φ10@100（3.14） 双肢Φ8@200（1.67） 双肢Φ8@200（1.67） 双肢Φ8@200（1.67） 双肢Φ8@200（1.67） 双肢Φ8@200（1.67） 四肢Φ10@150（4.47） Br 0.78<4 A 3 Bl 2.2<4 Br 0.78<4 A 1 Bl 2.2<4 Br 0.78<4 7.2框架柱

7.2.1剪跨比和轴压比验算

根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。

表7.3 柱的剪跨比和轴压比验算

柱层2b（mm） h0（mm） fc（N/mm） Mc（kN·m） Vc（kN） N（kN） Mc/Vch0 号 次 6 A3 柱 1 6 B3 柱 1 550 550 550 550 550 550 510 510 510 510 510 510 c

c

N/fcbh0 0.094<0.8 0.420<0.8 0.451<0.8 0.093<0.8 0.370<0.8 0.387<0.8 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 104.28 149.04 222.30 151.69 215.72 178.31 33.87 69.56 1595.02 24.20 34.13 157.74 278.80 1250.40 102.82 274.55 2016.79 1383. 4.60>2 3.70>2 3.90>2 4.6>2 3.9>2 3.8>2 ①：表中的M、V和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。 7.2.2柱正截面承载力计算

将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩值比较后，选出最不利内力，进行配筋计算。

根据柱端截面组合的内力设计值及其调整值，按正截面受压(或受拉)计算柱的纵向受力钢筋，一般可采用对称配筋。

57

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1层 A柱： (1) 最不利组合一

Mmax233.47 kN·m，N=1495.29 kN

柱的计算长度的确定u（4.62+6.36）/4.3=2.55 φl=0

l010.15ulH10.152.5503.64.98m minl020.2minH20.203.67.2m取lo=4.98 m

e0=M/N=233.47×106/(1495.29×103)=156.14 mm

20mm 故取ea=20mm e0max550mm3 初始偏心矩：ei=e0+ea=156.14+20=176.14mm

因为长细比l0/h=4950/550=9>5，故应考虑偏心矩增大系数ε。 ξ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×5502/（1495.29×103）=1.43＞1.0 取ξ1=1.0 又l0/h=4950/550=9<15，取ξ2=1.0

ε=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+92×510/(1400×176.14)=1.17 e=εei+h/2﹣as=1.17×176.14+550/2﹣40=441.08mm

对称配筋：

ξ0=N/fcbh0=1495.29×103/(14.3×550×510)=0.373<ξb=0.55为大偏压情况。 As,=As=[Ne﹣ξ(1﹣0.5ξ) fcb h02]/fy,/(h0﹣as,)

=[1495.29×103×441.08-0.373×(1-0.5×0.373)×14.3×550×5102]/(300×

(510-40)=275mm2

(2) 最不利组合二

Nmax=1840.24kN,

节点上下端弯矩 M=-15.+13.24×0.1=-14.37kN·m

此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。且取lo=1.0×4.950=4.95m

e0=M/N=14.37×106/(1840.24×103)=7.92mm

初始偏心矩：ei=e0+ea=7.92+20=27.92 mm

长细比l0/h=4950/550=9>5，故应考虑偏心矩增大系数ε。

58

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ξ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×5502/（1840.57×103）=1.18>1.0 取ξ1=1.0

又l0/h=4950/550=9<15，取ξ2=1.0

ε=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+92×550/(1400×27.92)=2.14

εei=2.14×27.92=59.74mm<0.3h0=0.3×510=153mm,故为小偏心压。 e=εei+h/2﹣as =59.74+550/2﹣40=294.74mm

ξ=（N﹣ξbfcbh0）/[ (Ne﹣0.45fcbh02)/(0.8﹣ξb)/(h0﹣as,) +fcbh0 ]+ξb<0

故按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，单侧配筋率ρsmin≥ 0.2%。

As,=As=ρsminbh=0.2%×550×550=605mm2

选4

20 (As,=As=1256mm2)

总配筋率ρs=3×1256/(550×550)=1.34%>0.8%

表7.4 A柱正截面承载力计算

A柱 组合方式 M (kN·m) N (kN) l0 (m) e0=M/N (mm) ea (mm) ei=e0+ea (mm) l0/h δ1 δ2 ε ηei 0.3h e=εei+h/2﹣as Mmax N 233.47 1495.29 4.98 156.14 20 176.41 9 1.0 1.0 1.17 206.39 441.08 一层 Nmax M 15. 1840.24 3.6 7.92 20 27.92 6.5 1.0 1.0 2.14 59.74 153 294.74 Mmax N 209.96 7.45 5.25 383.52 20 403.52 9.5 1.0 1.0 1.26 508.44 753.11 三层 六层 Nmax Mmax Nmax M N M 50.96 1117.29 3.6 45.61 20 65.61 6.5 1.0 1.0 1.33 87.26 153 342.18 183.49 252.21 4.65 727.53 20 727.53 8.45 1.0 1.0 1.01 755.60 867.43 61.48 375.34 3.6 163.80 20 163.80 6.5 1.0 1.0 1.05 192.99 153 192.99 59

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(mm) ξ 偏心性质 AS=AS'(mm2) 实配钢筋 面积(mm2) ρS(%)

表7.5 B柱正截面配筋计算表

B柱 组合方式 M kN·m) N (kN) l0 (m) e0=M/N (mm) ea (mm) ei=e0+ea (mm) l0/h δ1 δ2 ε εei 0.3h e=εei+h/2﹣as (mm) Mmax N 8.81 1516.17 4.95 381.97 250 381.97 9 1.0 1.0 1.28 488.92 751.18 一层 Nmax M 15.06 2128.06 3.6 7.07 20 27.07 6.5 1.0 1.0 1.43 10.11 153 265.31 三层 Mmax N 260.53 846.12 5.25 307.91 20 327.91 9.5 1.0 1.0 1.39 455.79 726.38 六层 0.373 大 275 4-0.3 小 605 20 0.384 大 568 4-0.865 小 869 20 0.096 大 320 40.073 小 837 20 1256 0.9 1256 0.9 1256 0.9 Nmax Mmax Nmax M N M 47.26 1257.96 3.6 37.57 20 57.57 6.5 1.0 1.0 1.52 87.51 153 356.51 229.55 1252.29 4.65 90.98 20 110.98 8.45 1.0 1.0 1.32 146.38 401.26 55. 400.11 3.6 138.82 20 158.82 6.5 1.0 1.0 1.32 209. 153 456.71 60

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ξ 偏心性质 AS=AS'(mm2) 实配钢筋 面积(mm2) ρS(%) 0.296 大 1376 4-0.362 小 869 22 0.386 大 576 4-0.862 小 8 18 0.026 大 569 40.076 小 812 18 1520 0.9 1017 0.9 1017 0.9

7.2.3柱斜截面承载力计算

1层A柱：

上柱柱端弯矩设计值MCt=127.74/0.8=159.68 kN·m

对二级抗震等, 柱底弯矩设计值MCb=231.33×1.25=2.16 kN·m 框架柱剪力设计值V=1.2（MCt+MCb）/Hn=1.2×(159.68+2.16)/4.95

=108.81kN

gREV/βCfcbho=65.29×103/(14.3×550×510)=0.016<0.2 满足要求

λ=Mc/Vch0=5.28>3, 取λ=3

N=1495.29×1.2=1794.35 kN >0.3fcbh=0.3×14.3×5502/103=1297.73kN 取N=1297.73 kN

由Vc≤ (1.75 ftbho /(1+λ) + fyvh0 ASV/S+0.056N)/ gRE 得 ASV/S≥[gREV-1.75fcbho/(1+λ)+0.056N]/(fyvh0)=65.29

-1.75×14.3×550×510/4-0.056×1297.73)/ (300×510)<0 故该层柱应按构造配置箍筋。

柱端加密区的箍筋选用4肢Ф12@100。

由前面知 轴压比n=0.34 查的最小配筋率特征值λv=0.039 最小配筋率ρvmin=λvfc/fyv=0.039×14.3/300=0.27%。 Asv/s≥rvAcor=0.27×500×500/(100×8×500)=0.169

Sli取Φ8 ASV=50.3mm,则s≤298mm.根据构造要求，取加密区箍筋为4Φ12@100,加密区位置及长度按规范要求确定。

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非加密区还应满足s＜15d=270mm,故箍筋取4Φ12@200。

表7.6 柱斜截面配筋计算表

0.2bfcbh (KN) 802.23 802.23 802.23 802.23 802.23 802.23 柱层γREVC 号 次 (KN) 1 A3 柱 6 1 B3 柱 6 65.29 101.67 39.67 60.93 129.92 55.38 N (KN) 0.3fcA (KN) AsvSρvmin 实配箍筋 加密区 4Ф12@100(0.88) 4Ф12@100(0.75) 4Ф12@100(0.75) 4Ф12@100(0.75) 4Ф12@100(0.75) 4Ф12@100(0.75) 非加密区 4Ф14@200(0.44) 4Ф12@200(0.44) 4Ф12@200(0.44) 4Ф12@200(0.44) 4Ф12@200(0.44) 4Ф12@200(0.44) 1794.35 1297.73 <0 0.270 1227.60 1297.73 <0 0.419 332.13 1297.73 <0 0.340 1688.53 1297.73 <0 0.470 1069.71 1297.73 <0 0.380 318.55 1297.73 <0 0.340 7.3框架梁柱节点核芯区截面抗震验算

1层中节点，由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核芯区的剪力设计值，因为节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即

hb=(600 +250)/2=425mm hb0=(565+21 5)/2=390mm

`二级抗震等级,应按V=hjbåMb(1-hbo-as)计算节点的剪力设计值

j`hbo-asHC-hbHc为柱的设计高度，取节点上、下柱反弯点之间的距离

Hc=0.45×3.6+0.73×4.95=5.23m ΣMb=（321.99+96.58）/0.75=558.09kN·m 剪力设计值Vj=(εjbΣMb)[1﹣(hb0﹣as,)/(Hc﹣hb)]/ (hb0﹣as) =1.2×558.09 =1698.55 kN

因bb=bc/2=275mm,故取 bj=bc=550mm, hj=550mm ,εj =1.5则

0.30εjfcbjhj /rRE= 0.30×1.5×14.3×550×550/0.85=2290.10kN

≥Vj=1698.55 kN，满足要求。

节点核芯区的受剪承载力按Vj≤[1.1εjftbjhj+0.05εjNbj/bc+fyvAsvj(hb0﹣as,)/s]/ gRE计算，其中N取第2层柱底轴力N=1698.55kN和0.5fcA=0.5×14.3×5502=

2162.88kN二者中的较小值，故取N=1698.55kN。

×103×[1﹣（390﹣35）/（5230﹣450）]/（390﹣35）

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该节点区配箍为4Ф10@70， 1.1εjftbjhj+0.05εjNbj/bc+fyvAsvj(hb0﹣as,)/s]/γRE =[1.1×1.5×1.43×550×550+0.05×1.5×1698.55×103+300×4×78.5×（/70]/0.85=1772.73kN>Vj=1698.55kN 故承载力满足要求。

表7.7 框架梁柱节点核芯区截面抗震验算表

柱层别 次 A 节 点 B 节 点 6 3 1 6 3 1 hb(mm) 425 425 425 425 425 425 hbo(mm) 390 390 390 390 390 390 Hc(m) 2.23 3.6 5.23 2.18 3.6 5.23 ΣMb(kNm) 216.59 453.11 536.78 203. 483.27 558.09 bj=bc(mm) 550 550 550 550 550 550 0.750.75390﹣35）

hj (mm) 550 550 550 550 550 550 N 0 1268.15 1772.73 0 1458.66 1772.73 Vj(kN) 557.68 1588.43 13.19 539.76 1732.91 1698.55 式1 2088.55 2088.55 2290.10 2088.55 2088.55 2290.10 式2 198.41 1367.49 1698.44 566.13 1639.22 1772.73 ①其中HcH上y上+Hy Mb=M左+M右

②式1: 0.3εjfcbjhj/γRE。 式2：[1.1εjftbjhj+0.05εjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE 可知上表都满足要求。

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8 楼板设计

8.1楼板类型及设计方法的选择

对于楼板，根据弹性理论，L02/L01<2时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本设计中，L02/L01均小于3，根据《混凝土结构设计规范》（GB50010﹣2010）9.1.1条规定，应按双向板设计。 8.2弯矩计算

由于板的跨度不相同，所以板有四种形式A.B.C.D, 如下图所示。

图9.1 楼板区格划分图

A．B板:恒载标准值为3.83 kN/㎡ 荷载设计值：g=1.2×3.83=4.60kN/㎡ 活载标准值为2.00 kN/㎡ q =1.4×2.00=2.80kN/㎡ C．D板：恒载标准值为3.83kN/㎡ g=1.2×3.834.60kN/㎡ 活载标准值为2.50 kN/㎡ q =1.4×2.50=3.50kN/㎡ 在求各区格板跨中正弯矩时，按恒荷载均布及活荷载棋盘式布置计算。 A．B板 g′=g+q/2=4.60+2.80/2=6.0 kN/㎡

q′=q/2=2.80/2=1.40kN/㎡

C．D板 g′=g+q/2=4.60+3.5/2=6.35 kN/㎡

q′=q/2=3.50/2=1.75kN/㎡

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在求各区格板支座最大弯矩时，按恒荷载均布及活荷载棋盘式布置计算。 A．B板 p= g+q=4.6+2.80=7.4 kN/㎡ C．D板 p=g+q=4.6+3.50=8.1 kN/㎡

表8.1 边跨板的弯矩计算 kN.m

区 格 A 3.52/6.52=0. 两邻边简支两邻边固定 (0.0535×6.0+0.0907×1.40)×3.52×3.52=5.55 (0.0099×6.0+0.0203×1.40)×3.52×3.52=1.09 5.55+0.2×1.09=5.77 1.09+0.2×5.55=2.20 两邻边简支两邻边固定 -0.1148×7.4×3.52×3.52=-10.53 -0.0785×7.4×3.52×3.52=-7.20 B 3.6/6.82=0.55 一边简支三邻边固定 (0.0398×6.0+0.02×1.40)×3.6×3.6=4.71 (0.0042×6.0+0.0210×1.40)×3.6×3.6=0.71 4.71+0.2×0.71=4.85 0.71+0.2×4.71=1.65 一边简支三邻边固定 -0.0827×7.4×3.6×3.6=-7.93 -0.0570×7.4×3.6×3.6=-5.47 C 27/7.13=0.38 一边简支三邻边固定 (0.0408×6.35+0.0965(0.0028×6.35+0.01743.12+0.2×0.35=3.19 0.35+3.12×0.2=0.97 一边简支三邻边固定 -0.0836×8.1×2.7=-1.83 -0.0569×8.10×2.7=-1.24 D 27/7.2=0.38 四边固定 0.0400×6.35+0.0965(0.0038×6.35+0.01743.08+0.2×0.35=3.15 0.35+0.2×3.08=0.97 四边固定 -0.0829×8.10×2.7=-1.81 -0.0570×8.10×2.7=-1.25 l/loxoy 支承形式 Mx My μ=0.2 Mx My 跨 内 μ=0 ×1.75)×2.7×2.7=3.12 ×1.75)×2.7×2.7=3.08 ×1.75)×2.7×2.7=0.35 ×1.75)×2.7×2.7=0.35 支承形式 支 座 Mx1 My1 由上表可知，板间支座弯矩是不平衡的。近似去相邻两区格板支座的平值。 A-B支座：M`=（-7.20-5.47）/2=-6.34 kN.m B-C支座：M`=(-7.93-1.83)/2=-4.88 kN.m C-D支座：M`= (-1.24-1.25)/2=-1.25kN.m B-D支座：M`=(-7.93-1.81)/2=-4.87 kN.m A-C支座：M`=(-10.53-183)/2=-6.18kN.m 8.3截面设计

截面的有效高度：考虑到短跨比长跨方向的弯矩大，故将短方向的钢筋放在长跨方向的外侧，则：

短跨方向：ho=h-20=80mm 长跨方向：ho=h-30=70mm

65

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支座截面处：ho=70mm

双向板混凝土标号采用C30，fc=14.3N/mm2,板内分布受力筋为为HRB335级,fy=300N/mm2

截面弯矩设计值：该板周围与梁整体现浇，故弯矩设计值应按如下折减：

对于四边都与梁整接的板，中间跨的跨中截面及中间跨支座处截面，其弯矩设计值减小，当lox/loy>1.5时，减小10%，当lox/loy>1.5 时，减小20%，角区不减小，与角区相连接的支座也不减小。

As=

m

0.95fyho表8.2 板的跨中截面配筋

截面 A区格 lox 方向 loy方向 B区格 lox 方向 loy方向 C区格 lox 方向 loy方向 D区格 lox 方向 loy方向 ①󰀀

要求。

M/ 5.55 1.09 0.9×4.71=4.24 0.9×0.71=0. 0.9×3.12=2.35 0.9×0.35=0.32 0.9×3.08=2.77 0.9×0.35=0.32 ho/mm2 80 70 80 70 80 70 80 70 AS/ mm2 348 78 266 46 176 23 174 23 选配钢筋 Φ10@200 Φ10@280 Φ10@240 Φ10@280 Φ10@280 Φ10@280 Φ10@240 Φ10@280 实配面积/ mm2 393 281 327 281 281 281 327 281 ρ﹪ 0..393 0..312 0..327 0..312 0.312 0..312 0..327 0..312 的最小配筋率为0.2﹪和45ft/fy中的较大值，45×1.43/300=0.306﹪.以上配筋满足

表8.3板的支座截面配筋

截面 A—B A—C B—D C—D B—C Ax Ay Bx Cy M 6.34 6.18 0.9×4.87=4.38 0.9×1.25=1.13 0.9×4.88=4.39 5.27 3.6 0.9×3.97=3.57 0.9×0.62=0.56 ho/mm2 70 70 70 70 70 70 70 70 70 AS/ mm2 4 442 314 81 314 377 258 256 40 选配钢筋 Φ10@150 Φ8@100 Φ8@150 Φ8@180 Φ8@150 Φ8@120 Φ8@160 Φ8@160 Φ8@180 实配面积/ mm2 523 503 335 279 335 419 314 314 279 ρ﹪ 0..581 0..559 0.372 0..310 0.372 0.466 0..349 0..349 0..310 66

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D—D B—B 0.9×1.25=1.13 0.9×5.47=7.25 70 70 81 352 Φ8@180 Φ8@120 279 419 0..310 0.466 ①󰀀 的最小配筋率为0.2﹪和45ft/fy中的较大值45×1.43/300=0.306﹪.以上配筋满

足要求。

9 楼梯设计

板式楼梯，踏步面层为20mm厚水泥砂浆抹灰，底面为20mm厚混合砂浆抹灰，金属栏杆重0.1KN/m，楼梯活荷载标准值qk2.5KN/m2，混凝土为C30，钢筋为

HRB335级fy300N/mm2。

9.1楼板计算

估算板厚：hl03500116.7mm，取h120mm，取1m宽作为计算单元。 3030踏步尺寸270mm×150mm，tgα=150/270=0.56，cosα=0.87

9.1.1荷载计算

恒载：梯段板自重 (0.150.12)255.23KN/m 0.871200.60KN/m 踏步抹灰重 0.30.150.020.30.02170.38KN/m 板底抹灰重

0.8710.06KN/m 金属栏杆重 0.11.6标准值 gk6.27KN/m

设计值 qk1.26.277.52KN/m

活荷载： 设计值 q1.42.503.50KN/m

合 计： gq11.02KN/m

9.1.2 内力的计算

水平投影计算跨度为：l0lnb3.20.33.5m

12 67

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跨中最大弯矩：M9.1.3截面计算

h0has12020100mm

112(gq)l011.023.5213.50KNm 1010M13.5106s0.094 221.014.310001001fcbhors112s20.951

M13.5106As676mm2＞As=ρsminbh=180 mm2

rsfyh00.951300100选Φ8@100（As=785 mm2）分布钢筋采用Φ8，每级踏步下两根。 9.2.平台板计算

取1m宽板 带作为计算单元 9.2.1荷载计算

板厚 60mm

恒载： 平台板自重 0.06251.5KN/m 板面抹灰重 0.02200.4KN/m 板底抹灰重 0.02170.34KN/m 标准值 gk2.24KN/m 设计值 g1.22.242.69KN/m 活荷载：设计值 q1.42.53.50KN/m 合 计： gq6.19KN/m

9.2.2内力计算

hb0.061.651.68m 2221122跨中最大弯矩为：M(gq)l06.191..682.18KNm

88计算跨度： l0ln 68

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9.2.3截面设计

hohas602040mm

M2.18106s0..0953 221.014.31000401fcbh0112s0.100b0.550

rs112s20.950

M2.18106As273mm2

rsfyh00.95021040Asmin0.45ft1.43bh0.45100060183.86mm2 fy300Asmin0.002bh0.002100060120mm2

选用 10@250As314mm2 9.3 平台梁计算

计算宽度为：l01.05ln1.053.383.55m 估算截面尺寸为:h9.3.1荷载计算

梯段板传来 11.02l03550296mm,取bh200mm350mm 12123.519.23KN/m 2 平台板传来 6.191.68/25.20KN/m 平台梁自重 0.20.350.06251.45KN/m 平台梁抹灰 0.020.350.062170.20KN/m 合 计： gq26.08KN/m 活载 2.5×（1.68+1.0）=6.70 kN·m 总计： q=1.2×26.08+1.4×6.70=40.68 kN·m 9.3.2内力计算

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112(gq)l040.683.552.08KNm 8811支座最大剪力：V(gq)ln40.683.3868.75KN

22跨中最大弯矩：M9.3.3截面计算

按倒L形截面计算，受压翼缘计算宽度取下列中较小值： 按计算跨度l0考虑 bf''11l03550591.67mm 66∴取bf595mm，h0has35035315mm

Mu=a1fcb'fh'f(h0-0.5h'f)=1.0×14.3×591.67×60×(315-60/2)

=176.32kN.m>M=.08kN.m 属于第一类的L型截面

αs=M/α1fcbh02=.08×106/（14.3×591.67×3152）=0.076

x=1-1-2as=0.079 AS=bhoα1fc/fy =1.0×14.3×200×315×0.079/300=338.9mm2

选配2Φ16，（ As=402mm2）

0.7ftbho =0.7×1.43×200×315=63.06 kN<68.75kN 按计算配箍筋，

AS/S≥(68.75-63.06)/(1.25×300×315)=0.0069配置双肢Φ8@200的箍筋。

10 基础设计

扩展基础系指柱下钢筋混凝土基础和墙下钢筋混凝土条形基础，本设计采用柱下钢筋混凝土基础。

按受力性能，柱下基础有轴心受压和偏心受压两种。当受力性能为偏心受压时，一般采用矩形基础。 10.1基础截面计算

按《建筑地基基础设计规范》要求,当采用基础或条形基础时，基础埋深指基础底面到室内地面的距离,至少取建筑物高度的115,基础高度h0.9m,先计算边柱,则

基础埋深 d0.90.50.451.85m

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2Cf1.57N/mm35t混凝土采用

fy30N0/mm2HRB335钢筋采用

根据地质情况,选粘土层为持力层,地基承载力特征值fak120kpa 当基础宽度大于3m或埋置深度大于0.5m时,fak应按下式修正

fafakb(b3)dm(d0.5)

式中，b,d-基础宽度和埋深的地基承载力修正系数.根据粘土的物理性质,查地基承载力修正系数表得,e及IL均小于0.85的粘性土，b,d分别取0.3和1.6。

b-基础地面宽度(m)，当b　3m按3m取，b6m按6m取。

m-基础地面以上土的加权平均重度，取　20KN/m3。

-基础底面以下土的重度，取20KN/m3。

先按b3m计算,地基承载力修正

fa1200.319(33)1.619(1.950.5)161.04KN/m2，

基底底面积：基底底板的面积可以先按照轴心受压时面积的1.21.4倍先估算。 则 ANN1835.1586.366.95m2

fmd161.04191.95考虑到偏心荷载作用下应力分布不均匀，将A增加20%40%，则 取 Alb3.752.68.45m

211Wbh22.63.625.62m366

因为b2.6m3m，故不必再对fa进行修正。

N2mdA191.958.45297.02KN/m

其中d-基础底面到室内地面与到室外地面的距离的平均值。

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10.2地基承载力及基础冲切验算

1、地基承载力验算

根据规范，地基承载力验算公式 （1）（2）

pmax1.2f

pmaxpminf

2835.1586.363.85273.2676.380.9

8.455.62

170.20KN/m2

140.17因为 pmax170.201.fa2 19K3.N252m/pmin140.17KN/m20

ppmaxpmin155.18KN/m2fa161.04KN/m2

2故满足承载力的要求 2、冲切验算

对于矩形截面柱的矩形基础，应验算柱与基础交接处的受冲切承载力。 受冲切承载力按下列公式计算： （1）Fl0.7hpftamh0 （2）

FlpjAl

hp—受冲切承载力的截面高度影响系数。当h0800mm时,取1.0。当

h02000mm时,取0.9。在该例中,h090040860mm,用插入法,取0.992。

am-冲切破坏锥体最不利一侧的计算长度，a(aa)2。

mtbat-冲切破坏锥体最不利一侧斜截面上边长，计算柱与基础交接处的受冲切承载力时

取柱宽，at0.6m。

ab-冲切破坏锥体最不利一侧斜截面下边长，取柱宽加俩倍基础有效高度，ata2h00.620.862.32m

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则 am(0.62.32)21.46m

Al-冲切验算取用的部分基底面积。

12.62.323.62.32Al(2.322.6)()2.6（－－0.14）1.4m222222

pj NN1MVhAW

1677.031.286.36242.2428.050.9257.33KN/m2

8.455.62

FlpjAl257.331.4423.05KNFl0.7hpftamh00.70.9921.571.460.861368.87KN故冲切验算满足要求。 10.3基础底板配筋计算

基础底板在地基反力的作用下,在两个方向都产生向上的弯曲,因此需在底板两个方向都配置受力钢筋.控制截面取在柱与基础的交接处,计算时把基础视作固定在柱周边的四面挑出的悬臂板,配筋取基本组合进行计算。

第一组荷载 N1751.06KN M170.20KNm V53.47KN 第二组荷载 N1677.03KN M242.24KNm V28.05KN 第一组荷载计算配筋

maxpmin

NN1N2MVhAW

1751.061.35(86.363.85)170.0253.740.9

8.455.62322.202244.42KN/m

p244.42(322.20244.42)1.53.6276.83KN/m

则控制截面的弯距为

M1M122Ga1((2la')(pmaxp)(pmaxp)l)12A12G(la')2(2bb')(pmaxpmin)48A

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G1.35N21.35198.451.95400.97KN a1-截面1-1至基底边缘最大反力处的距离,则

a1(3.750.6)21.575m

a'b'0.8m M11400.971.5752((22.60.8)(322.20276.832) 128.45276.83)

2 (322. 9.66KNm

M1400.93(2.60.6)2(23.90.8)(322.2276.832) 488.45

395.30KNm9.66106M11078mm2/m =As10.9h0fyb0.90.863002.62A1131mm/m。 12@100s选取，

M395.30106As472.mm2/m0.9(h0d)fyl0.90.863003.62A514mm/m。 12@220选取，s

第二组荷载计算配筋

pmaxminN'N1N2M'V'hAW

1677.031.2(86.363.85)47.628.050.9

8.455.62313.692 218.49KN/m

p218.49(313.69218.49)1.53.6258.16KN/m2M11400.971.52((22.60.8)(313.69218.492)128.45

(313.69258.16)2.6)

621.41KNm

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M1400.97(2.60.8)2(23.60.8)(313.69218.492) 488.45 236.13KNm

As1M10.9h0fyb621.411031030mm2/m =

0.90.863002.6选取 12@100，As1131mm2/m。

M236.13106As282.31mm2/m

0.9(h0d)fya0.90.863003.62A395mm/m。 10@200s选取 ，

比较两组荷载，第一组荷载影响比较大。配筋满足第一组强度要求第二组自然满足。

致 谢

毕业设计是培养和提高解决工程实际问题能力的一个重要的教学实践环节，是几年来所学知识的总结提高。 本次设计我所做的是一座综合性的办公楼,其中包括建筑设计,结构设计两部分。 现代社会，科学技术高速发展，社会生产力不断提高，人们的竞争意识不断增强，工作的强度越来越大，工作环境度与工作条件的差异直接影响到企业自身的发展，优异的办公条件及环境的投入逐渐为人们所接受。我逐步意识到办公楼智能化应用正是为了适应这一发展的需要。 本设计方案我觉得体现出了我的一些思路；在结构、构造上花费了较长时间；本设计同样关注环境，关注能源，当然还有很多不足，有待改善提高。

通过本次设计，使我能结合所学的结构、材料、制图、力学及施工等各方面的知识，充分掌握工程设计的原理，切实把理论知识与工程实践相结合，同时还锻炼我制图实际操作能力，使我操作能力有了大幅度的提高，这不仅是对大学几年专业知识的综合，也是为我以后的工作学习打下结实的基础。所以毕业设计对我来说是一次很好的锻炼与提高。

最后，感谢指导和帮助过我的各位老师和同学！

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参考文献：

（一）建筑设计部分

[1] 国家标准. 房屋建筑制图统一标准（GB/T 50001—2001）北京：中国计划出版社，

2002

[2] 国家标准. 建筑制图标准（GB/T 50104—2001）. 北京：中国计划出版社，2002 [3] 国家标准. 高层民用建筑防火规范（GB50045—2005）. 北京：中国计划出版社，

2005

[4] 国家标准. 办公建筑设计规范（JGJ67—）. 北京：中国建筑工业出版社，19 [5] 建筑设计资料集编委会. 建筑设计资料集（第二版）3、5中国建筑工业出版社，

1998

（二）结构设计部分

[1] 国家标准. 建筑结构荷载规范（GB 50009—2012）. 北京：中国建筑工业出版社，

2012

[2] 国家标准. 混凝土结构设计规范（GB 50010—2010）. 北京：中国建筑工业出版社，

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[3] 国家标准. 建筑抗震设计规范（GB 50011—2010）. 北京：中国建筑工业出版社，

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[4] 国家标准. 建筑抗震设防分类标准（GB 50223—2004）. 北京：中国建筑工业出版

社，2004

[5] 国家标准. 建筑地基基础设计规范（GB 50007—2012）. 北京：中国建筑工业出版

社，2012

[6] 国家标准. 湿陷性黄土地区建筑规范（GB 50025—2004）. 北京：中国建筑工业出

版社，2004

[7] 国家行业标准. 高层建筑混凝土结构技术规程（JGJ 3—2012）. 北京：中国建筑

工业出版社，2012

[8] 国家建筑标准设计图集. 建筑物抗震构造详图（03G329—1）. 中国建筑标准设计

研究院出版，2003

[9] 国家标准. 建筑结构制图标准（GB/T50105—2001）. 北京：中国计划出版社，2002 [10]龚思礼主编. 建筑抗震设计手册（第二版）. 北京：中国建筑工业出版社 [11]钢筋混凝土结构（教材）

[12]多层及高层房屋结构设计（上海科技出版社） [13]钢筋混凝土结构构造手册（中国建筑工业出版社） [14]钢筋混凝土结构设计手册（中国建筑工业出版社）

[15] 梁兴文、史庆轩主编. 土木工程专业毕业设计指导. 北京：科学出版社

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