前言
,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。
，。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师，使我完成了任务，在此表示衷心的感谢。
Excel、Word。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。
2010年6月
内容摘要
本工程根据XXXX大学土木工程专业的设计任务书，进行设计。工程名称为XX职大办公楼，建筑占地691.71，建筑面积2461.87。
本工程采用框架结构，主体四层，局部五层，在此设计书中，我详尽介绍了我设计的办公楼的细节。此设计书包括：建筑设计，结构设计计算，基础设计计算，楼梯设计计算和楼板设计计算。
建筑设计部分包括：整体布局、平面布置、功能分区、交通布置等。
结构设计计算是本书的最重要的部份，它主要由三个部份所组成：第一部分，设计资料；第二部分，框架结构设计；第三部分，基础设计和结论。在计算方法上，对于水平地震作用采用底部剪力法；对于竖向荷载采用分层法。基础设计部分，由于层数较少、地质条件较好，所以采用了柱下独立扩展基础。
关键词：框架结构设计抗震设计
Contentabstract
ThisprojectactsaccordingtotheJilinRadioandtelevisionuniversitycivilengineeringspecializeddesignprojectdescription,carriesonthedesign.TheprojectnameforChangchunEmployees''universityofficebuilding,theconstructionoccupiesalandareaof691.71,thefloorspace2461.87.
Thisprojectusestheportalframeconstruction,mainbodyfour,partialfive,inthisdesigns,IintroducedexhaustivelyIdesignofficebuildingdetail.Thisdesignsincludes:Architecturaldesign,structuraldesigncomputation,foundationdesigncalculation,staircasedesigncalculationandfloordesigncalculation.
Thearchitecturaldesignpartincludes:Overalllayout,planelayout,functiondistrict,transportationarrangementandsoon.
Thestructuraldesigncomputationisthisbookmostimportantpart,itiscomposedofthreeparts:Thefirstchapter,designinformation;Thesecondchapter,architecturaldesign;Thethirdchapter,structuraldesign;Thefourthchapter,foundationdesignandconclusion.Inthecomputationalmethod,usesthebaseshearingforcelawregardingthehorizontalearthquakefunction;Usesthedelaminationregardingtheverticalload.Foundationdesignpart,becausethelayerarefew,thegeologicalconditiontobegood,thereforehasusedunderthecolumntheindependentextendedfoundation.
Keyword:FrameStructuraldesignAseismicdesign
1．工程概况
1.1建筑地点：
1.2建筑类型：四层综合办公楼，局部五层，框架填充墙结构。
1.3建筑概况：建筑面积约2461.87平方米，室内外高差600mm，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取100mm，填充墙采用炉渣混凝土空心砌块。建筑平面、立面、剖面详见建筑施工图。
1.4门窗使用：门厅大门采用塑钢门，管道井门为防火门，门洞尺寸为1.5m×2.1m，其它为木门，门洞尺寸为1.0m×2.1m，窗为塑钢窗，洞口尺寸为2.8m×2.8m，和2.8m×1.8m
1.5自然条件：基本风压W0=0.45KN/m2基本雪压Q0=0.35KN/m2
主导风向：西北风 1 杂填土 0.0～1.1 1.1 2 粘土 1.1～6.5 5.4 200 3 粉砂 6.5～8.8 2.3 250 4 强风化闪长岩 8.8～10.5 1.7 400 5 中等风化闪长岩 ＞10.5 1000
1.8结构概况:结构体系采用框架结构,基础为柱下钢筋混凝土独立基础。混凝土强度等级均为C30.
2.结构设计说明
本次结构设计内容主要包括：结构形式、基础形式的选择、主要结构构件的形式、构件连接节点形式、荷载汇集及其不利组合、水平和竖向作用下结构构件的内力计算与分析和结构构件的配筋计算以及构件截面、节点、楼梯、楼板、基础等设计计算方法，抗震设计与措施等。
结构体系的选择上，框架结构显示出了其强度高、整体性好、刚度大、抗震性能好的特点。此外结构体系本身将承重和维护构件分开，可充分发挥材料的各自性能。框架结构也使空间的布局更加灵活，较自由，适合本次设计的办公建筑来使用。因此本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构。框架的柱网布置既要满足生产工艺和建筑平面布置的要求，又要使结构受力合理，施工方便，柱网布置具体尺寸见建筑图。
从毕业设计任务书中可知，本工程地质条件较好，本建筑物在材料选取上基本按照轻质高强的原则，因此自重较小；工程所在场地平坦，地质条件良好，结合以上两点，从经济、技术以及当地施工技术情况角度考虑，本工程选择了天然地基上的浅基础。柱下钢筋混凝土独立基础，其基础高度较小，节省材料，因此适宜在基础埋置深度较小时使用。柱下独立基础是柱基础最常用的一种基础形式，简单、经济、施工方便。它适用于柱距在4-12米，荷载不大且场地均匀，对不均匀沉降有一定适应能力的结构。综合考虑以上各种经济、技术上的因素，本设计采用了柱下钢筋混凝土独立基础。考虑到方便施工过程中支摸板，选用阶梯形现浇柱下钢筋混凝土独立基础。根据《建筑地基基础设计规范》可知，基础等级为丙级，可以不做地基变形验算。
结构的计算，由于手算工作量较大，一般采用计算一榀框架的方式。结构承受的荷载主要为结构自重、楼面活荷载、雪荷载、风荷载和地震作用。竖向荷载主要为恒荷载和活荷载，因为框架结构在竖向荷载作用下侧移不大，可近似按照无侧移框架分析，因此，框架结构在竖向作用下的内力计算可近似采用分层法进行计算；风和地震作用对框架结构的水平作用，一般可简化为作用于框架结点上的水平力，水平荷载的作用采用D值法（修正的反弯点法）计算。考虑活荷载的最不利分布采用分跨组合法进行内力组合计算；按照框架结构的合理破坏形式，在梁端出现塑性铰是允许的，因此在结构设计时，一般均对两队按玩具进行调幅。
本结构方案的地震设防烈度为7度，根据结构形式，地质条件等因素查规范可知，框架结构为三级抗震。因而结构设计时仅考虑横向地震作用，而忽略竖向地震作用。
楼梯是房屋的重要组成部分,楼梯的平面布置,踏步尺寸,栏杆形式等建筑设计确定,板式楼梯和梁式楼梯是最常见的楼梯形式,楼梯的结构设计步骤包括;根据建筑要求和施工条件,确定楼梯的结构形式和结构布置;根据建筑类别,确定楼梯的活荷载标准值;进行楼梯各部件的内力分析和截面设计;绘制施工图,处理连接部件的配筋构造.板式楼梯由梯段板是斜放的齿形板,支承在平台梁上和楼层梁上,底层下段一般支承在地垄梁上,最常见的双跑楼梯每层有两个梯段,也有采用单跑和三跑的.板式楼梯的优点是下表面平整,施工支模较方便,外观比较轻巧.板式楼梯的设计内容包括梯段板,平台梁.按斜放的简支梁计算,它的正截面是与楼梯段垂直的,楼梯的活荷载是按水平投影面计算的,计算跨度取平台梁间的斜长净距.平台板一般设计成单向板,可取1m宽板带进行计算,平台板一端与平台梁整体连接,另一端可能支承在砖墙上,也可能与过梁整浇,梁式楼梯由踏步板,斜梁和平台板组成,踏步板两端支承在斜梁上,按两端简支的单向板计算,一般取一个踏步作为计算单元,踏步板为梯形截面,板的截面高度可近似取平均高度.斜梁的内力计算与板式楼梯的斜板相同.踏步板可能位于斜梁截面高度的上部,也可能在下部.计算时截面高度可取为矩形截面.现浇楼梯的一些构造处理,当楼梯下净高不够时,可将楼层梁向内移动,这样板式楼梯的梯段板成为折线型.梯段板中的水平段,其板厚应与梯段斜板相同,不能和平台板同厚;折角处的下部受拉钢筋部允许沿板底弯折,以避免产生向外的合力,将该处的混凝土崩脱,应将此处的纵筋断开,各自延伸至上面再进行锚固.若板的弯折位置靠近层梁,板内可能出现负弯距,则板上面还应配置承担负弯距的短筋.在本设计中采用板式楼梯,在计算的过程中,梯段板和平台梁都按简支梁进行计算.
2.1荷载
基本雪压：0.35KN/㎡
基本风压：0.45KN/㎡
屋面活荷载（上人屋面）：2KN/㎡
楼面活荷载：2KN/㎡
走廊、楼梯：2.5KN/㎡
2.2材料选用
钢筋：表示HPB235钢筋，
表示HRB335钢筋，
梁、柱中受力纵筋采用HRB335，其余采用HPB235
混凝土：主体工程采用C30，基础采用C30，基础垫层采用C15。
砌块：框架填充墙采用粉煤灰轻渣空心砌块，，钢筋混凝土柱与墙体连接处按构造要求预埋28@500的拉结筋长度为1米，从底层到顶层遇洞口断开。
2.3构件尺寸估算
2.3.1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。由此估算的截面尺寸见下表.
梁的截面尺寸和混凝土强度等级
层次 混凝土强度等级 横梁(bh) 纵梁(bh) 次梁(bh) AB跨CD跨 BC跨 1-5 C 250500 250350 250650 250350 2.3.2、柱的截N面尺寸确定:
按轴压比初步估计柱的截面尺寸，计算公式如下：
1.)柱组合的轴压力设计值N=。
注：—考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。
—按简支状态计算柱的负载面积。
—折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似取14
—为验算截面以上的楼层层数。
2.)
注：—框架柱轴压比限值，由《抗震规范》可知，本方案为三级抗震等级。取0.9
—混凝土轴心抗压强度设计值。对C30，为14.3
3.）计算过程
对与边柱：F＝18
N==1.2×18×14×5=1512KN
=1512×=117483
取500mm×500mm
对于内柱：F＝32
N==1.2×32×5×14=2688KN
=2688×=208857.84
取500mm×500mm
3、楼板取120mm，楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250×400。
2.4结构平面布置图见图2.1
图2.1结构平面布置图
2.5横向框架计算简图见图2.2
图2.2横向框架计算简图
2.5纵向框架计算简图见图2.3（以B轴为代表）
图2.3纵向框架计算简图
3.重力荷载代表值的计算.
3.1屋面及楼面的永久荷载标准值:
屋面：40厚细石混凝土保护层:250.04=1.0KN/m
4厚SBS防水层:0.40KN/m
20厚水泥砂浆找平层:200.02=0.4KN/m
100厚水泥珍珠岩找坡层:0.14=0.4KN/m
2厚SBS隔汽层：0.05KN/m
20厚水泥砂浆找平层：200.02=0.4KN/m
100厚现浇钢筋混凝土承重层：250.1=2.5KN/m
10厚1:1:4混合砂浆抹灰层:170.01=0.17KN/m
5.32KN/m
1~4层:楼面:
25厚地板0.025x7＝0.18KN/m
20厚水泥砂浆找平层:200.02=0.4KN/m
100厚现浇钢筋混凝土板:250.10=2.50KN/m
10厚1:1:4混合砂浆抹灰层:170.01=0.17KN/m
3.25KN/m
3.2屋面及楼面可变荷载标准值:
上人屋面活荷载标准值:2.0KN/m
楼面活荷载标准值:2.0KN/m
屋面雪荷载标准值:0.35KN/m
3.3梁,墙,柱,窗,门重力荷载的计算:
3.3.1梁柱可根据截面尺寸,材料容量及粉刷等计算出单位长度上的重力荷载,计算结果见下表.
层次 构件 b(m) h(m)
(KN/m) G
(KN/m) L
(m) n G
(KN) G
(KN) 1 边横梁 0.25 0.5 25 1.05 18.047 5.5 26 469.22 2505.67 中横梁 0.25 0.5 25 1.05 6.234 1.9 13 81.05 次梁 0.25 0.35 25 1.05 5.513 2.4 10 55.13 纵梁 0.25 0.65 25 1.05 31.139 7.3 24 747.34 柱 0.5 0.5 25 1.1 26.813 3.9 43 1152.94 2~3 边横梁 0.25 0.5 25 1.05 18.047 5.5 26 469.22 2357.85 中横梁 0.25 0.5 25 1.05 6.234 1.9 13 81.05 次梁 0.25 0.35 25 1.05 5.513 2.4 10 55.13 纵梁 0.25 0.65 25 1.05 31.139 7.3 24 747.34 柱 0.5 0.5 25 1.1 23.375 3.4 43 1005.13 4 边横梁 0.25 0.5 25 1.05 18.047 5.5 22 397.03 2157.65 中横梁 0.25 0.5 25 1.05 6.234 1.9 11 68.58 次梁 0.25 0.35 25 1.05 5.513 2.4 6 33.08 纵梁 0.25 0.65 25 1.05 31.139 7.3 24 747.34 柱 0.5 0.5 25 1.1 23.375 3.4 39 911.63 5 边横梁 0.25 0.5 25 1.05 18.047 5.5 13 234.61 939.49 中横梁 0.25 0.5 25 1.05 6.234 1.9 4 24.94 次梁 0.25 0.35 25 1.05 5.513 2.4 4 22.05 纵梁 0.25 0.65 25 1.05 31.139 7.3 10 311.39 柱 0.5 0.5 25 1.1 19.250 2.8 18 346.50 注(1)表中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表示单元长度构件重力荷载,n为构件数.
(2)梁长度取净长,柱长取层高.
3.3.2墙体:外墙为240mm厚炉渣混凝土空心砌块,外墙面贴挤塑型聚苯板(0.5KN/m),内墙面为20mm厚水泥石灰砂浆,则外墙单位墙面重力荷载为:
0.5+8.00.24+0.0217=2.82KN/m
3.3.3内墙为240mm厚炉渣混凝土空心砌块,两侧均为20厚水泥石灰砂浆,则内墙单位墙面重力荷载为: 8.00.24+20.0217=2.6KN/m
3.3.4木门单位面积重力荷载为0.2KN/m,塑钢窗单位面积重力荷载取0.35KN/m
3.3.5重力荷载代表值:
顶层重力荷载代表值包括：屋面横载，50%屋面均布活载，纵横梁自重，半层柱自重，半层墙自重。
其他重力荷载代表值包括：楼面横载，50%屋面均布活载，纵横梁自重，楼面上下层柱及纵横墙自重。
按上面方法叠加，则多层重力荷载代表值如下：
表3:各质点的重力荷载代表值
质点 1 2 3 4 5 G 4734 5868 6545 5945 2030
图3.1各层重力荷载代表值
4.框架侧移刚度计算
4.1横梁线刚度ib的计算I0=1/12×bh3(m4)：
表4.1
类别 Ec b h I0 l EcI0/l（N·mm） 1.5EcI0/l（N·mm） 2EcI0/l（N·mm） N/mm2 mm mm （mm4） （mm） AB跨、CD跨 30000 250 500 2.60E+09 6000 1.302E+10 19531250000 26041666667 BC跨 30000 250 350 8.93E+08 2400 1.117E+10 16748046875 22330729167 4.2纵梁线刚度ib的计算：
表4.2
类别 Ec b h I0 l EcI0/l（N·mm） 1.5EcI0/l（N·mm） 2EcI0/l（N·mm） N/mm2 mm mm （mm4） （mm） 1-4跨、10-13跨 30000 250 650 5.72E+09 2800 6.13E+10 91950334821 1.226E+11 4-13跨 30000 250 650 5.72E+09 7600 2.258E+10 33876439145 45168585526 4.3柱线刚度ic的计算：I=bh3/12
表4.3
层次 Ec b h I0 h EcI0/h（N·mm） N/mm2 mm mm （mm4） （mm） 1 30000 500 500 5.21E+09 3900 4.006E+10 2~5 30000 500 500 5.21E+09 3400 4.596E+10 4.4、各层横向侧移刚度计算：(D值法)
柱的侧移刚度计算要确定系数的值,该结构的柱可分为中框架中柱和边柱,边框架中柱和边柱,现以第二层C-6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,计算结果分别见表4和表5及表6.
第二层C-4柱及与其相连的梁的线刚度如图所示,图中数据取自表4.1和表4.3,所以梁柱线刚度比为:
=（2.23+2.6）2/（4.62）＝1.05
=
表4.4:中框架柱侧移刚度D值（N/MM）
层次 边柱（17根） 中柱（10根） ∑Di Di1 Di2 2~4 0.2833 0.1241 5919.607 0.949 0.322 34843 265128.6 1 0.65 0.4340 13717.01 1.2074 0.5323 16826.22 995570.6
表4.5:边框架柱侧移刚度D值（N/MM）
层次 A-1、A-13、D-1、D-13 B-1、B-13、C-1、C-13 ∑Di Di1 Di2 2~4 0.425 0.1753 8360.68 0.789 0.2830 13501 154332 1 0.49 0.3970 12548.2 0.418 0.3797 12000.6 98195 表4.6:楼、电梯间框架柱侧移刚度D值（N/MM）
层次 D-3、D-4、D-10、D-11、 C-3、C-4、C-10、C-11、B-8、B-10、 ∑Di Di1 Di2 2~4 0.425 0.1752 8360.68 0.789 0.283 13501 114448.7 1 0.49 0.3970 12548.2 0.418 0.3797 12000.6 122196.4 将不同情况下同层框架柱侧移刚度相加,即可得到框架各层间侧移刚度∑Di,其结果见表3.7
表4.7:横向框架层间侧移刚度D值（N/MM）
层次 1 2 3 4 ∑Di 1215962 533909.3 533909.3 533909.3 由表4.7可见∑D1/∑D2=1215962/533909.3=2.3>0.7故该框架柱为规则框架
5、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
对于屋面有局部突出的房间,u应取主体结构的位移,突出间对主体结构顶点位移的影响,可按顶点位移相等的原则,将其重力荷载代表值折算到主体结构的顶层,其折算重力荷载G可按下式计算:
G=2030
结构顶点的假想侧移计算过程见表1,其中第8层的Gi为G8与G之和.
表5.1:结构顶点的假想侧移计算
层次 Gi/KN VGi/KN ∑DiN/mm △/mm /mm 4 8579.68 8579.68 533909.3 16.07 104.88 3 6545 15124.68 533909.3 28.33 88.81 2 5868 20992.68 533909.3 39.32 60.48 1 4734 25726.68 1215962 21.16 21.16 计算基本周期T1框架结构ψT=0.7则
T1=1.7ψT=1.7×0.7×=0.385s
5.1.2、水平地震作用及楼层地震剪力计算
该工程结构高度<40M，质量和高度沿高度分布比较均匀，变形以剪切为主。故采用底部剪力法计算地震作用，结构总水平地震作用标准值Geq该按下式计算,即:Geq=0.85∑Gi=0.85×∑Gi=0.85×（4734+5868+6545+5945+2030）II类,设防烈度为7度,设计地震分组为第二组,查表可知Tg=0.35S
=0.08一般结构=0.05所以=1
Tg=T<0.385S<5Tg
FEK=Geq=0.073×21353.7=1558.82KN
因1.4Tg=1.4×0.35=0.49>T1=0.35s,所以不应考虑顶部附加水平地震作用，
各质点的水平地震作用的计算如下式:
F=
具体计算过程见表2.各楼层地震剪力计算见表15.
表5.2:个质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表:
层次 Hi/m Gi/KN GiHi/KN.m GiHi/GjHj Fi/KN Vi/KN 4 14.1 5945 20213 0.25 389.57 389.571 3 10.7 6545 22253 0.28 428.89 818.46 2 7.3 5868 19951.2 0.25 384.53 1202.985 1 3.9 4734 18462.6 0.23 355.84 1558.82 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿高度的分布图见图1:
图5.1横向水平地震作用及楼层地震剪力
5.1.3.水平地震作用下的位移验算
水平地震作用下框架结构的层间位移△UI和顶点位移UI按公式计算
(△u)i=Vi/∑DijU=∑(△u)Kθe=△ui/hi具体计算过程见表16;
表5.3:横向水平地震作用下的位移计算
层次 Vi/KN ∑Di/N/mm △ui/mm ui/mm hi/mm θe=△ui/hi 4 389.571 533909.3 0.730 5.789 3400 1/586 3 878.46 533909.3 1.533 5.068 3400 1/671 2 1202.985 533909.3 2.253 3.535 3400 1/962 1 1558.82 1215962 1.282 1.282 3900 1/3042 由表16可见层间最大弹性位移角发生在第4层，其值为1/586＜1/550,故满足要求,其中[ui/h]=1/550由<<高层建筑结构>>中表2.13查得.
5.1.4.水平地震作用下框架内力计算:
框架柱端剪力及弯矩的计算,以6轴横向框架内力计算为例,结果见表17,各柱反弯点的高度比y的确定,对于本例中底层柱端考虑修正值y,第2层柱需要考虑修正值y,其余柱均无修正.
梁端弯矩,剪力及柱轴力分别按
MMVN计算,其中梁线刚度取自表4.具体计算过程见表18
表5.4:梁端弯矩、剪力及柱轴力计算
层次 边梁 中梁 柱轴力 MbL Mbr L Vb MbL Mbr L Vb 边柱N 中柱N 4 12.78 30.33 6.0 7.185 25.84 25.84 2.4 21.53 -7.185 -35.52 3 23.91 72.72 6.0 16.11 61.95 61.95 2.4 51.625 -23.295 -57.05 2 31.25 120.95 6.0 25.37 103.04 103.04 2.4 85.87 -48.665 -117.5 1 49.07 82.32 6.0 21.90 70.61 70.61 2.4 58.84 -70.565 -154.5 注:1.柱轴力中的负号表示拉力,当为左地震作用时,左侧两根柱为拉力,对应的右侧两根柱为压力.
2.表中M单位为KNm,V单位为KN,N单位为KN,L单位为m
.图5.2梁端剪力及柱轴力图端剪力及柱轴力图
图5.3左地震作用下框架弯矩图梁端剪力和柱轴力图
5.2.横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算:
5.2.1.风荷载标准值:
风荷载标准值的计算,基本风压W=0.45KN/,由<<荷载规范>>第7.3节查得μS=0.8(迎风面)和μS=-0.5(背风面),C类地区,,由<<荷载规范>>表7.4.4-3得
T1=0.385sω0×T2=0.45×0.385=0.07KNS由<<荷载规范>>表7.4.3得=1.2,则
βZ=1+=则βZ=1+
仍取横向（4）轴线框架,其负载宽度为7.2m,由式WK=βZμSω0得沿房屋高度的分布风荷载标准值:
q(Z)=6.0βZμS=2.7βZμS
根据各楼层标高处的高度H由<<荷载规范>>表7.2.1查得,代入上式可得各楼层标高处的q(Z),具体结果见表19,q(Z)沿房屋高度的分布见图4.
表5.5沿房屋高度分布风荷载标准值
层次 Hi/m Hi/H μz βZ q（z）KN/m q（z）KN/m 4 14.1 1.0 0.74 1.649 2.636 1.647 3 10.7 0.759 0.74 1.492 2.385 1.491 2 7.3 0.518 0.74 1.336 2.135 1.335 1 3.9 0.276 0.74 1.179 1.884 1.178 <<荷载规范>>规定:对于高度大于30米,且高宽比大于1.5的房屋结构,以及基本自震周期大于0.25S的房屋结构应采用风振系数来考虑风压脉动的影响,本工程房屋高度H=14.1m<30m,但,因此该房屋不考虑风压脉动的影响.
图5.4（a）风荷载沿房屋高度的分布
6、竖向荷载作用下框架结构的内力计算
6.1横向框架内力计算
6.1.1.计算单元
取（9）轴线框架进行计算，计算单元宽度为:7.2m，如下图10所示，由于房间内布置次梁，故直接传给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
6.1.2.荷载计算
6.1.2.1.横荷载计算
在下图10中q,q代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第4层:
q=2.625KN/mq=1.8375KN/m
q、q,分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由上图10关系可得:
P,P分别为由边纵梁,中纵梁直接传给柱的横荷它包括梁自重,楼板重和女儿墙等的重力荷载,由于纵向框架梁与柱的偏心作用，使得集中荷载产生了力矩，具体看荷载图。
图6.2各层梁上作用的恒载
=93.698KN
集中力矩:M=P=71.980KNm
:M=P=93.698KNm
对于2~3层,q包括梁自重和其上横墙自重为均布荷载,其它荷载计算方法与第8层相同,
=2.625+8(3.4-0.5)=25.825KN/mKN/m
KN/mKN/m
集中力矩:M=P=52.44KNm
M=P=61.0209.153KNm
对于1层:=2.625+8=29.825KN/mKN/m
KN/mKN/m
集中力矩:M=P=52.44KNm
M=P=61.0209.153KNm
6.1.2.2.活荷载计算:
活荷载作用在各层框架上的分布图如图12所示与恒荷作用相似，只是除去了梁本身的自重，其他荷载作用方式与恒荷相同。
图6.3各层梁上作用的活载
对于第1~4层:
KN/mKN/
P
P
M=P=23.980.15=3.597KNm
M=P=25.430.15=3.8145KNm
将以上结果汇总,见表6.1和表6.2.
表6.1横向框架恒载汇总
层次
KN/m
KN/m
KN/m
KN/m P1
KN P2
KN M1KN.m M2KN.m 4 2.625 1.8375 6.9 3.192 71.980 93.698 10.797 14.055 2~3 25.825 26.238 3.570 1.65 52.44 61.020 7.866 9.153 1 29.825 30.237 3.570 1.65 52.44 61.020 7.866 9.153 表6.2:横向框架活荷载汇总表
层
次
KN/m
KN/m P1
KN P2
KN M1
KN.m M2KN.m 1~4 2.60 1.5 23.98 25.43 3.597 3.8145 注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用下情况.
6.1.3.内力计算:
梁端和柱端弯矩采用二次分配法计算,由于结构对称,荷载对称,故计算时可用半框架,计算过程如图13,所得弯矩图如图14,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,计算柱底轴力还需考虑柱的自重,见表6.3和表6.4.
图6.4横向框架的二次分配法
图6.5竖向荷载作用下框架弯矩图
表6.3恒荷作用下梁端剪力及柱轴力图（KN）
层
次 荷载引起的剪力 弯距引起的
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=V N顶 N底 N顶 N底 4 14.51 6.06 -1.3 0 13.21 14.51 6.05 86.49 171.5 99.753 184.75 3 143.75 3.13 0 0 143.8 143.8 3.132 282.68 367.68 304.52 389.53 2 143.75 3.13 -0.91 0 142.8 144.7 3.132 477.96 562.96 510.21 595.21 1 165.85 3.13 -0.25 0 165.6 166.1 3.132 696.01 793.5 737.33 834.83 表6.4活荷载作用下的梁端剪力及柱轴力
层
次 荷载引起的剪力 弯距引起的剪力 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=V N顶=N底 N顶=N顶 4 7.8 0.9 -0.244 0 7.556 8.044 0.9 31.536 32.024 3 7.8 0.9 -0.246 0 7.556 8.044 0.9 63.012 64.048 2 7.8 0.9 -0.246 0 7.556 8.044 0.9 94.608 96.072 1 7.8 0.9 -0.246 0 7.556 8.044 0.9 126.144 128.096 6.2横向框架内力组合:
6.2.1.结构抗震等级:
结构的抗震等级可根据结构类型,地震烈度,房屋高度等因素确定,本工程的框架为三级抗震等级
6.2.2.框架梁内力组合:
本工程考虑了三种内力组合,即1.2,1.35,1.2,此外,对于本工程,1.2这种组合与考虑地震作用组合相比一般较小,对结构设计不起控制作用,故不予考虑,各层梁的内力组合结果见表36,表中两列的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩(调幅系数为0.8).下面以第一层AB跨梁考虑地震作用的组合为例（其余从略）,说明各内力的组合方法,对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算,求跨间最大正弯矩时,可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值,由平衡条件确定,如下图所示.
图6.6均布、梯形、三角形、集中力作用下的计算简图
梁上设计值:
=1.239.83=47.80KN/mKN/m
左震时:
=47.24KN>0则发生在X处
=47.24KN>0
右震时:＝215.91KN>0
则发生在X处
X=5.63m
表6.4框架梁内力组合表 层次 截面 内力 恒SGk 活SQk 地震SEk γRE[1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk] 1.35SGk+SQk 1.2SGk+1.4SQk → ← 一层 A M -159.7 -8.09 49.07 -99.53 -195.21 -223.69 -202.97 V 165.61 7.54 21.9 173.79 131.09 231.11 209.29 B左 M -161.85 -6.62 82.32 -68.38 -228.91 -225.12 -203.49 V 166.1 8.04 21.9 174.46 131.76 232.28 210.58 B右 M -1.1 -1.412 70.61 67.22 -70.47 -2.90 -3.30 V -3.12 0.9 58.84 54.97 -59.77 -3.31 -2.48 二层三层 A M -144.15 -8.09 31.25 -102.91 -163.84 -202.69 -184.31 V 143.75 7.56 25.37 157.51 108.04 201.62 183.08 B左 M 149.61 6.62 120.95 255.55 19.70 208.59 188.80 V 143.75 8.04 25.37 157.73 108.26 202.10 183.76 B右 M -10.5 -1.41 103.04 90.38 -110.55 -15.59 -14.57 V 3.13 0.9 85.87 86.95 -80.50 5.13 5.02 四层 A M -30.37 -7.39 12.78 -18.20 -43.12 -48.39 -46.79 V 13.21 7.56 7.19 22.30 8.28 25.39 26.44 B左 M 22.57 5.92 30.33 52.55 -6.59 36.39 35.37 V 14.51 8.04 7.19 23.69 9.67 27.63 28.67 B右 M -0.58 -2.09 25.84 23.73 -26.66 -2.87 -3.62 V 6.01 0.9 21.53 26.81 -15.18 9.01 8.47 注：1、M以下部受拉为正，V以向上为正。SQk括号内数值表示屋面作用雪荷载时对应的内力。 2、竖向荷载作用下（SGk、SQk）弯矩M取调幅0.8。 3、上表γRE取值：M取0.75，V取0.85。 表6.5横向框架A柱弯矩和轴力组合 层次 截面 内力 恒荷载SGk 活荷载 地震SEk γRE[1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk] 1.35SGk+SQk 1.2SGk+1.4SQk |Mmax|N NminM NmaxM SQk → ← 4 柱顶 M 30.37 5.61 12.78 42.32 17.40 46.61 44.30 46.61 17.40 46.61 N 86.49 31.54 7.19 99.04 85.02 148.30 147.94 148.30 85.02 148.30 柱底 M 71.27 2.25 1.91 67.02 63.29 98.46 88.67 98.46 63.29 98.46 N 171.49 31.54 7.19 175.54 161.52 263.05 249.94 263.05 161.52 263.05 3 柱顶 M 79.14 5.85 22 101.66 55.90 112.69 103.16 112.69 55.90 112.69 N 282.68 63.01 48.66 352.22 251.01 444.63 427.43 444.63 251.01 444.63 柱底 M 69.96 2.25 9.25 77.86 58.62 96.70 87.10 96.70 58.62 96.70 N 367.68 63.01 48.66 433.82 332.61 559.38 529.43 559.38 332.61 559.38 2 柱顶 M 81.19 5.85 22 103.63 57.87 115.46 105.62 115.46 57.87 115.46 N 477.96 94.61 48.66 554.86 453.65 739.86 706.01 739.86 453.65 739.86 柱底 M 90.72 2.25 23.36 112.47 63.88 124.72 112.01 124.72 63.88 124.72 N 592.96 94.61 48.66 665.26 564.05 895.11 844.01 895.11 564.05 895.11 1 柱顶 M 68.99 5.85 25.71 95.78 42.30 98.99 90.98 98.99 42.30 98.99 N 696.01 126.14 70.57 802.11 655.32 1065.75 1011.81 1065.75 655.32 1065.75 柱底 M 34.5 2.92 42.85 79.09 -10.04 49.50 45.49 49.50 -10.04 49.50 N 793.51 126.14 70.57 895.71 748.92 1197.38 1128.81 1197.38 748.92 1197.38 注：1、2、3(底)层柱轴压比>0.15,γRE取0.8；3(顶)；4、层柱轴压比<0.15，γRE取0.75。考虑地震荷载时取屋面活荷载为雪荷载
表6.6横向框架A柱弯矩设计值的调整（调整方法见例） 层次 4（未调） 3 2 1 截面 柱顶 柱底 柱顶 柱顶 柱顶 柱底 柱顶 柱底 γRE（∑Mc＝ηc∑Mb） 46.61 98.46 123.96 106.37 127.00 137.19 108.89 56.92 γREN 148.30 263.05 444.63 559.38 739.86 895.11 1065.75 1197.38
表6.7横向框架A柱剪力组合（kN）
层次
恒载SGk
活载SQk
地震SEk
γRE[1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk]
1.35SGk+SQk
1.2SGk+1.4SQk
γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn]
→
←
4
13.21
7.56
4.32
22.10
12.56
25.39
26.44
33.20
3
14.38
7.56
9.07
28.54
8.50
26.97
27.83
48.20
2
14.28
7.56
13.34
33.17
3.68
26.84
27.72
60.47
1
16.56
7.56
17.58
40.17
1.32
29.92
30.46
72.21
注：表中V以绕柱顺时针方向为正，γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值.
表6.8横向框架B柱弯矩和轴力组合 层次 截面 内力 恒荷载SGk 活荷载 地震SEk γRE[1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk] 1.35SGk+SQk 1.2SGk+1.4SQk |Mmax|N NminM NmaxM SQk → ← 4 柱顶 M -9.77 -7.65 30.25 17.26 -41.73 -20.84 -22.43 17.26 -41.73 -20.84 N 99.75 32.02 25.42 128.97 79.40 166.68 164.53 128.97 79.40 166.68 柱底 M 36.07 1.03 56.18 87.70 -21.85 49.72 44.73 87.70 -21.85 49.72 N 184.75 32.02 25.42 205.47 155.90 281.43 266.53 205.47 155.90 281.43 3 柱顶 M 75.41 -5.92 77.18 149.82 -10.72 95.88 82.20 149.82 -10.72 95.88 N 304.53 64.05 53.41 378.64 267.55 475.17 455.11 378.64 267.55 475.17 柱底 M 55.18 1.03 104.42 162.06 -55.13 75.52 67.66 162.06 -55.13 75.52 N 389.53 64.05 53.41 460.24 349.15 589.92 557.11 460.24 349.15 589.92 2 柱顶 M 65.52 5.92 120.12 190.67 -59.18 94.37 86.91 190.67 -59.18 94.37 N 510.21 96.07 78.51 617.57 454.26 784.85 746.75 617.57 454.26 784.85 柱底 M 77.75 1.03 146.81 227.82 -77.55 105.99 94.74 227.82 -77.55 105.99 N 595.21 96.07 78.51 699.17 535.86 899.60 848.75 699.17 535.86 899.60 1 柱顶 M 49.79 5.92 51.32 104.01 -2.73 73.14 68.04 104.01 -2.73 73.14 N 737.33 128.1 21.57 791.76 746.89 1123.50 1064.14 791.76 746.89 1123.50 柱底 M 24.9 2.96 32.81 59.45 -8.80 36.58 34.02 59.45 -8.80 36.58 N 834.83 128.1 21.57 885.36 840.49 1255.12 1181.14 885.36 840.49 1255.12 注：1、2、3层柱轴压比>0.15,γRE取0.8；4层柱轴压比<0.15，γRE取0.75。考虑地震荷载时取屋面活荷载为雪荷载
表6.9横向框架B柱弯矩设计值的调整（调整方法见例） 层次 4（未调） 3 2 1 截面 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 γRE（∑Mc＝ηc∑Mb） 17.26 87.70 164.80 178.27 209.73 250.60 114.41 68.36 γREN 128.97 205.47 378.64 460.24 617.57 699.17 791.76 885.36 表6.10横向框架B柱剪力组合（kN） 层次 恒载SGk 活载SQk 地震SEk γRE[1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk] 1.35SGk+SQk 1.2SGk+1.4SQk γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn] → ← 4 14.51 8.04 25.42 46.99 -9.19 27.63 28.67 58.53 3 14.38 8.04 53.41 77.78 -40.26 27.45 28.51 80.97 2 14.47 8.04 78.51 105.61 -67.90 27.57 28.62 112.57 1 16.61 8.04 21.57 44.88 -2.79 30.46 31.19 134.13 注：表中V以绕柱顺时针方向为正，γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值.
7.截面设计
一、框架梁：
以第1层AB跨框架梁的计算为例，其余梁从略。
1、梁的最不利内力：
经以上计算可知，梁的最不利内力如下：
跨间：Mmax=73.24KN·m
支座A：Mmax=97.35KN·m
支座Bl：Mmax=90.12KN·m
调整后剪力：V=79.68KN
2、梁正截面受弯承载力计算：
抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：
（1）、考虑跨间最大弯矩处：
按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=l/3=6/3=2m=2000mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=650-35=615mm，因为
fcmbf，hf，（h0-hf，/2）
=14.3×2000×100×（615-120/2）
=1948.90KN·m>994.06KN·m
属第一类T形截面。
下部跨间截面按单筋T形截面计算：
αs=M/（fcmbf，h02）=73.24×106/14.3/2000/6152=0.027
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027
As=ξfcmbf，h0/fy=0.027×14.3×2000×615/300=582.58mm2
实配钢筋2Ф20，As=628mm2。
ρ=628/250/615=0.4%>ρmin=0.25%，满足要求。
梁端截面受压区相对高度：
ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×628/14.3/2400/615<0.35，符合三级抗震设计要求。
（2）、考虑两支座处：
将下部跨间截面的2Ф20钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=628mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即
支座A上部，
αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcmbf，h02）
=[97.35×106-300×628×(615-35)]/14.3/250/6152
=0.199
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224
可近似取
As=M/fy/(h0-a,)=97.35×106/250/（615-35）=784mm2
实配钢筋2Ф18+1Ф20，As=823mm2。
支座Bl上部：
As=M/fy/(h0-a,)=90.12×106/300/（615-35）=726mm2
实配钢筋2Ф18+1Ф20，As=823mm2。
ρ=823/250/615=0.5%>ρmin=0.3%，又As，/As=628/823=0.76>0.3
满足梁的抗震构造要求。
3、梁斜截面受剪承载力计算：
（1）、验算截面尺寸：
hw=h0=615mm
hw/b=615/250=2.46<4,属厚腹梁。
0.25fcmbh0=0.25×14.3×250×615
=605962.5N>V=182700N
可知，截面符合条件。
（2）、验算是否需要计算配置箍筋：
0.07fcmbh0=0.07×14.3×250×615
=169669.5N
可知，需按计算配箍。
（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：
梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则
0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s
=0.07×14.3×250×615+1.5×210×2×50.3×615/100
=348712.4N>182700N
ρsv=nAsv1/bs=250.3/100/300=0.34%>ρsvmin=0.02fcm/fyv
=0.02×14.3/210=0.14%
加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。
二、框架柱;
7.2.1.剪跨比和轴压比验算:
柱的混凝土强度等级为C30，纵向钢筋级别为HRB400，箍筋，构造筋级别为HPB235。
取每根柱的柱顶和柱底两个截面为控制截面。
根据《抗震规范》，对于三级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.9。
表44给出了框架柱底层剪跨比和轴压比的计算结果,其中剪跨比也可取,注意,表中的M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.
表44柱的剪跨比和轴压比验算
柱
号 层
次 b/mm h0/mm
KN/mm2 M
KNm V
KN N
KN A
柱 1 500 460 14.3 95.78 40.17 895.71 5.18>2 0.27<0.8 B
柱 1 500 460 14.3 104.01 44.88 885.36 5.03>2 0.26<0.8
7.2.2正截面承载力计算
框架结构的变形能力与框架的破坏机制密切相关，对一般框架结构来说，梁的延性远大于柱，梁先屈服可以在跨中形成塑性铰，从尔使整个框架有较大的内力重分布和能量的消耗。层间位移极限增大，利于抗震。若柱形成了塑性铰，则会伴随产生极大层间位移，平降低结构承受垂直荷载的能力以及可能使结构成为机动体系。所以在框架设计时应遵循强柱弱梁的原则。三级框架的梁柱节点处，除框架顶层和底层柱轴压比小于0.15外，梁柱端弯矩应符合下面条件
节点上下柱端截面瞬时针或反时针方向组合弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分布分配；
节点左右梁端截面顺时针或反时针方向组合弯矩设计值之和；
柱端弯矩增大系数，三级框架取1.1。。
避免框架结构底层过早出现塑性铰，因此对框架柱底层柱应考虑弯矩增大系数，取1.15。
柱的正截面配筋采用对称配筋
确定=500mm-35mm=465mm;
计算偏心距确定附加偏心矩得；
当构件长细比时，需考虑偏心距增大系数；
偏心距增大系数；
小偏心受压构件截面曲率修正系数，当其大于1.0时，取1.0
偏心受压构件长细比对截面曲率的修正系数，当时，取
在对配筋条件下将x与进行比较当时，为大偏心受压；当时为小偏心受压；
大偏心受压时，则
若近似取则上式变为：
6小偏心受压时，先求再确定
其中：
下面以第1层A柱为例，其余从略
（1）最不利组合一（调整后）：Mmax=328.12KN·m，N=1746.62KN
轴向力对截面重心的偏心矩
e0=M/N=328.12×106/(1746.62×103)
=290.92mm
附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即700/30=23.33mm，故取ea=23.33mm。
柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱，
l0=1.0H=4.7m
初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+23.33=314.25mm
因为长细比l0/h=4700/600=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。
ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×7002/（1746.62×103）=2.006>1.0
取ξ1=1.0
又l0/h<15，取ξ2=1.0
得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2
=1+6.712×560/1400/314.25
=1.068
轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离
e=ηei+h/2-as
=1.068×314.25+600/2-40
=645.62mm
对称配筋：
ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/600/560
=0.264<ξb=0.544
为大偏压情况。
As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)
=[1746.62×103×645.62-0.264×(1-0.5×0.264)×14.3×600×5602]/310/(560-40)=668.41(mm2)
(2)最不利组合二：Nmax=2198.06KN，M=-17.93KN·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。
轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×106/(2198.06×103)
=8.16mm
初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+23.33=31.49mm
长细比l0/h=4700/600=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。
ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×7002/（2198.06×103）=1.594>1.0
取ξ1=1.0
又l0/h<15，取ξ2=1.0
得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2
=1+6.712×560/1400/31.49
=1.674
ηei=1.674×31.49=52.71mm<0.3h0=0.3×660=198mm,故为小偏心受压。
轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离
e=ηei+h/2-as
=52.71+600/2-40
=362.71mm
ξ=（N-ξbfcmbh0）/(Ne-0.45fcmbh02)/(0.8-ξb)/(h0-as,)+fcmbh0]+ξb
按上式计算时，应满足
N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh02.
因为
N=2198.06KN<ξbfcmbh0=0.544×14.3×600×560=3593.99KN
故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，
单侧配筋率ρsmin≥0.2%，
故As,=As=ρsminbh=0.2%×600×600=980mm2
选4Ф20，As,=As=1256mm2
总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8%
7.2.3斜截面承载力计算
由，《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001）知
对三级框架柱的剪力设计值应作如下调整：
柱端截面组合设计值
柱的净高
分别为柱上下端顺时针或反时针截面组合的弯矩设计值
柱端剪力增大系数，三级框架取1.1
柱剪力调整计算结果见前表
考虑地震作用组合的框架柱的受剪截面应符合下面条件：
剪跨比大于2的框架柱
当考虑地震作用组合的框架柱的斜截面抗震受剪承载力符合下面要求：
式中：框架柱的计算剪跨比，取；
当时，取1.0；当时，取3；-考虑地震作用组合的框架柱的轴向设计值；
当时，取；
以第1层A柱为例，
查表可知：框架柱的剪力设计值Vc=192.89KN
剪跨比λ=5.18>3，取λ=3
轴压比n=0.353
考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值
N=1746.62KN<0.3fcmbh=0.3×14.3×6002/103=2102.1KN
故取N=1746.62KN
1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N
=1.05×1.5×600×560/(3+1)+0.056×1746.62×103
=279723.22N>192890N
故该层柱应按构造配置箍筋。
柱端加密区的箍筋选用4肢Ф8@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%
柱箍筋的体积配筋率
ρv=（ΣAsvili）/s/Acor
=78.5×500×8/100/500/500
=1.0%>0.6%,符合构造要求。
注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。
Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。
s为箍筋间距。
非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф8@200，
7.3.框架梁柱节点核芯区截面抗震演算:
根据《抗震规范》，对于三级抗震等级的框架结构，不必进行梁柱节点核芯区截面抗震演算
8.楼板设计
板按双向板计算,双向板按弹性分析计算系数,查<<钢筋混凝土结构>>下册表1.11,具体计算过程如下.
图10.1板的区格划分
下面以A、B板为例计算，其余从略
8.1.荷载设计值:
活荷载:由于活荷载标准值小于4.0KN/m,故荷载分项系数为1.4.
q=2.0×1.4=2.8KN/m2
恒荷载g=3.25×1.2=3.9KN/m2
g+q=2.8+3.9=6.7KN/m2
g+=3.9+=5.3KN/m2=1.4KN/m2
8.2.计算弯距
计算跨度：
弯距计算：跨中最大正弯距发生在活荷载为棋盘式布置中时，它可以简化为当内支座固支时作用下的跨中弯距值与当内支座铰支时作用下的跨中弯距值两值之和。支座最大负弯距可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时作用下的支座弯距。考虑泊松比的影响，取。查钢筋混凝土书中表计算板的跨中正弯矩。
表8-1
区格 A B C D L01 2.4 3.6 2.4 3.6 L02 3.6 6.0 3.6 6.0 L01/L02 0.67 0.6 0.67 0.6 M1 2.31 4.89 2.34 5.53 M2 0.81 2.64 0.78 3.03 M`1 -3.58 -7.1 -3.61 -8.21 M``1 -3.58 -7.1 -3.61 -8.21 M`2 -2.49 -4.94 -2.48 -6.79 M``2 -2.49 -4.94 -2.48 -6.79 注:AM1=(0.0391+0.2×0.00488)×5.3×2.42+(0.09212+0.2×0.01956)×1.4×2.42=1.34+0.97=2.31kNm
M2=(0.00488+0.2×0.0391)×5.3×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4×2.42=0.43+0.38=0.81kNm
M`1=M``1=-0.008200(g+q)L01=-0.008200×6.7×2.42=-3.58kNm
M`2=M``2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×6.7×2.42=-2.49kNm
BM1=(0.0391+0.2×0.00488)×5.3×3.62+(0.09212+0.2×0.01956)×1.4×3.62=4.89kNm
M2=(0.00488+0.2×0.0391)×5.3×3.62+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4×3.62=1.561+1.077=2.64kNm
M`1=M``1=-0.08200(g+q)L01=-0.08200×6.7×3.62=-7.1kNm
M`2=M``2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×6.7×3.62=-4.94kNm
CM1=(0.0402+0.2×0.00364)×5.3×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4×2.42=1.372+0.97=2.34kNm
M2=(0.00364+0.2×0.0402)×5.3×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4×2.42=0.392+0.383=0.78kNm
M`1=M``1=-0.08207(g+q)L01=-0.08207×6.7×2.42=-3.61kNm
M`2=M``2=-0.05696(g+q)L01=-0.05696×6.7×2.42=-2.48kNm
DM1=(0.03258+0.2×0.01094)×5.3×6.02+(0.06964+0.2×0.0291)×1.4×6.02=5.53kNm
M2=(0.01094+0.2×0.03258)×5.3×6.02+(0.0291+0.2×0.06964)×1.4×6.02=5.118+2.909=3.03kNm
M`1=M``1=-0.07412(g+q)L01=-0.07412×6.7×62=-8.21kNm
M`2=M``2=-0.05694(g+q)L01=-0.05694×6.7×62=-6.79kNm
8.3截面设计
截面有效高度,选用φ8及φ8钢筋作为受力主筋,则L01(短跨)方向跨中截面:h01=h-c-d/2=100-15-5=80mm;L02(长跨)方向跨中截面:h02=h-c-3d/2=100-15-10-5=70mm;支座截面:h0为80.
截面弯矩设计值:该板四周与梁整浇,故弯矩设计值应按如下折减:
1)A-A支座截面折减20%,A-BA-C支座截面折减20%
2)D区格不予折减
计算配筋量时,取内力臂系数γ0=0.95AS=M/0.95h0fy
表8-2板的配筋计算
截面 h0 M 实配
跨
中 A-区格 L01方向 80 2.31 143 φ8@150 335 L02方向 70 0.81 56 φ8@150 335 B-区格 L01方向 80 4.89 321 φ8@150 335 L02方向 70 2.64 142 φ8@150 335 C-区格 L01方向 80 2.34 145 φ8@150 335 L02方向 70 0.78 54 φ8@150 335 D-区格 L01方向 80 5.53 364 φ10@200 393 L02方向 70 3.03 196 φ8@150 335
支
座 A-A(L01方向) 80 -2.49 150 φ8@150 335 A-B 80 -4.94 302 φ10@180 436 A-C 80 -2.49 150 φ8@150 335 B-B 80 -7.1 440 φ10@100 785 B-D 80 -8.21 512 φ10@100 785 C-D 80 -6.79 420 φ8@100 503 B边支座 80 -4.94 302 φ8@150 335 C边支座 80 -2.48 150 φ8@150 335 D边支座(L01方向) 80 -8.21 512 φ8@150 335 D边支座(L02方向) 80 -6.79 420 φ8@150 335 9.楼梯设计
图17楼梯尺寸图
楼梯板计算（以TB-3为例，其余从略）：
板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894
设板厚h=130mm，约为板斜长的1/30。
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
荷载种类 荷载标准值（KN/m） 恒载 花岗岩面层 （0.3+0.15）×0.02×28/0.3=0.84
（0.3+0.15）×0.02×20/0.3=0.6 三角形踏步 0.3×0.15×25/2/0.3=1.88 斜板 0.13×25/0.894=3.64 板底抹灰 0.02×17/0.894=0.38 小计 7.34 活荷载 2.5 荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值p=7.34×1.2+2.5×1.4=12.31KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度ln=3.6m
弯矩设计值M=pln2/8=12.31×3.62/8=19.95KN·m
h0=130-20=110mm
αs=M/（fcmbh02）=19.95×106/14.3/1000/1102=0.11
rs=0.94
As=M/（rsfyh0）=19.95×106/0.94/210/110=875mm2
选Φ12@100,实有As=1131mm2
分布筋Φ8，每级踏步下一根。
平台板计算（以PB4为例，其余从略）：
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
平台板的荷载：
荷载种类 荷载标准值（KN/m） 恒载 花岗岩面层 0.02×28+0.02×20＝0.96 100厚混凝土板 0.10×25=2.50 板底抹灰 0.02×17=0.34 小计 3.80 活荷载 2.5 荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值p=3.8×1.2+1.4×2.5=8.06KN/m
2、截面设计：
板的计算跨度l0=1.6-0.25/2+0.25/2=1.6m
弯矩设计值M=pl02/8=8.06×1.62/8=2.58KN·m
h0=100-20=80mm
αs=M/（fcmbh02）=2.58×106/14.3/1000/802=0.025
rs=0.99
As=M/（rsfyh0）=1.57×106/0.99/210/80=146mm2
按最小配筋率得：451.43/210＝0.3%10001000.003＝300mm2
选Φ8@150,实有As=335mm2
分布筋Φ6@200。
平台梁计算：
设平台梁截面b=250mmh=400mm
1、荷载计算：
平台梁的荷载：
荷载种类 荷载标准值（KN/m） 恒载 梁自重 0.25×（0.40-0.1）×25=1.88 梁侧粉刷 0.02×[0.25+（0.40-0.1）×2]×17=0.29 平台板传来 3.8×1.6/2=3.04 梯段板传来 7.34×3.6/2=13.21 小计 18.42 活荷载 2.5×（3.6/2+1.6/2）=6.5 荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值
p=18.42×1.2+6.5×1.4=31.20KN/m
2、截面设计：
计算跨度l0=3.8m
内力设计值M=pl02/8
=31.2×3.82/8
=56.32KN·m
V=pln/2=31.2×（3.8-0.25）/2=55.38KN
截面按倒L形计算，
bf，=b+5hf，=250+5×100=750mm
h0=400-35=365mm
经计算属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=56.32×106/14.3/750/3652=0.039
rs=0.980
As=M/（rsfyh0）=56.32×106/0.980/300/365=525mm2
选2Φ20+2Φ16,实有As=1030mm2
斜截面受剪承载力计算，
配置箍筋Φ8@200,
则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s
=0.07×1.43×250×365+1.5×210×2×50.3×365/200
=149173N>55380N满足要求。
10.基础设计
以13轴交A轴处基础为例，其余基础从略
基本参数:
底面长度A=2.30m底面宽度B=2.30m
基础高度H=0.40m保护层厚度=0.040m
土的厚度=2.100m混凝土等级=30
1234边的位置第1边
┌──────┐
││
第2边│宽B│第4边
│长A│
└──────┘
第3边
修正地基承载力特征值:
fa=fak+ηbγ(b-3)+ηdγm(d-0.5)(基础规范式5.2.4)
承载力特征值fak=200kPa底面埋置深度d=2.5m
宽度的地基承载力修正系数ηb=0.30埋深的地基承载力修正系数ηd=1.60
底面以下土的重度γ=18.0kN/m底面以上土的加权平均重度γm=20.0kN/m
当b=2.30m<3m时，按b=3m
fa=200+0.3018.0(3.00-3)+1.6020.0(2.5-0.5)=264kPa
修正后的地基承载力特征值fa=264kPa
验算地基承载力:
地震作用下承载力增大系数=1.30,增大后地基承载力fa=343kPa
柱44标准组合N=420.8Mx=46.2My=83.5Vx=37.6Vy=-25.0
对应的组合公式(65)重力恒+γeq重力活+γeq吊+ω风+水平地震+竖向地震
标准组合内力作用下4边应力=80、157、178、101kPa
最大应力=178≤1.2fa=411kPa
轴心受压应力=129≤fa=343kPa
说明:本组基本组合内力控制了最大基础高度,
其它所有基本组合内力可通过以下验算,由于内容过多不再输出。
柱44基本组合N=515.6Mx=57.7My=108.2Vx=48.6Vy=-30.9
对应的组合公式(29)1.2(重力恒+γeqL重力活+γeqS雪+γeqC吊)+ωγW风+γEh水平地震+γEv竖向地震
基本组合内力作用下4边应力=84、182、210、112kPa
墙柱对基础冲切和剪切验算:
Fl≤0.7βhpftamHo(基础规范式8.2.7-1)
am=(at+ab)/2(基础规范式8.2.7-2)
Fl=pjAl(基础规范式8.2.7-3)
V≤0.7βhftboHo(混凝土规范式7.5.3-1)
第1边
Fl=γREpjAl=0.8584.50.950=68.27kN
am=(at+ab)/2=(0.500+1.220)/2=0.860m
0.7βhpftamHo=0.71.001430.000.8600.36=309.91≥Fl=68.27kN
0.7βhftboHo=0.71.001430.002.3000.36=828.83≥γREV=0.85123.32=104.82kN
第2边
Fl=γREpjAl=0.85182.00.950=147.06kN
am=(at+ab)/2=(0.500+1.220)/2=0.860m
0.7βhpftamHo=0.71.001430.000.8600.36=309.91≥Fl=147.06kN
0.7βhftboHo=0.71.001430.002.3000.36=828.83≥γREV=0.85216.01=183.61kN
第3边
Fl=γREpjAl=0.85210.40.950=169.99kN
am=(at+ab)/2=(0.500+1.220)/2=0.860m
0.7βhpftamHo=0.71.001430.000.8600.36=309.91≥Fl=169.99kN
0.7βhftboHo=0.71.001430.002.3000.36=828.83≥γREV=0.85242.99=206.54kN
第4边
Fl=γREpjAl=0.85112.90.950=91.20kN
am=(at+ab)/2=(0.500+1.220)/2=0.860m
0.7βhpftamHo=0.71.001430.000.8600.36=309.91≥Fl=91.20kN
0.7βhftboHo=0.71.001430.002.3000.36=828.83≥γREV=0.85150.29=127.75kN
抗弯计算:
MI=MII=γREa1^2[(2l+a'')(pmax+p-2G/A)+(pmax-p)l]/12(基础规范式8.2.7-4)
柱边
MI=0.750.90^2[(22.30+0.50)(182.04+154.98-2357.07/5.29)+
(182.04-154.98)2.30]/12.
=55.31kN·m配筋面积=1380mm
MII=0.750.90^2[(22.30+0.50)(210.42+161.15-2357.07/5.29)+
(210.42-161.15)2.30]/12.
=66.82kN·m配筋面积=1380mm
配筋计算:
MI=55.31kN·mMII=66.82kN·m
混凝土强度等级为C30钢筋强度设计值fy=300N/mm保护层厚度40mm
④号筋AsI=1380mm11D14@200(As=1693)配筋率ρ=0.18%
⑤号筋AsII=1380mm11D14@200(As=1693)配筋率ρ=0.18%
参考资料
[1]《建筑结构荷载规范》GBJ50009—2001（2006版）
[2]《建筑设计防火规范》（2001年版）
[3]《建筑抗震设计规范》GBJ50011—2001（2008版）
[4]《混凝土结构设计规范》GBJ50010—2002
[5]《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002
[6]李必瑜，《房屋建筑学》，第一版，武汉：武汉工业大学出版社，2000
[7]梁兴文，史庆轩主编《土木工程专业毕业设计指导》，科学出版社，2005
[8]丰定国,王社良主编.《抗震结构设计》.武汉.武汉理工大学出版社,2003
[9]吴培良主编,《混凝土结构》(上)(下).武汉.武汉理工大学出版社2003
[10]赵明华,俞晓主编.《土力学与基础工程》,武汉,武汉理工大学出版社,2000
[11]毛鹤琴主编.《土木工程施工》,武汉,武汉理工大学出版社,2000
[12]包世华主编.《结构力学》(上)(下)武汉,武汉工业大学出版社,2000
XXXX大学土木工程专业 工程名称：办公楼
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