本科毕业设计(论文)

题目：陕西商贸学院学生公寓设计

院 （系）： 建筑工程学院

专 业： 土木工程

班 级： 110715

学 生： 马政

学 号： 110709113

指导教师： 王海荣

2015年6月

前言

毕业设计是学生在校学习的最后一部分内容，是锻炼学生创新能力、综合运用所学知识、分析和解决实际问题的重要环节。通过毕业设计完善，可以对四年来所学的基本理论和专业知识进行综合的应用，从而加深对专业知识的掌握和理解。同时对建筑设计和结构设计有整体性和全面性的认识。在设计过程中，查阅各种资料和建筑规范等，完成本工程的建筑设计，结构选型，结构布置，结构计算及建筑、结构施工图的绘制，进而巩固了对基础知识和专业知识的掌握程度以及综合运用的实际能力。

本毕业设计题目为《陕西商贸学院学生公寓设计》。在设计本工程的前期，我温习了《混凝土结构设计》、《结构力学》、《房屋建筑学》、《结构抗震设计》等知识，并借阅了《荷载规范》、《抗震规范》、《混凝土设计规范》等相关最新应用规范。在设计中期，我们运用所学的基本理论和专业知识进行建筑、结构设计并绘制初步的建筑图。在设计后期，主要进行设计手稿的电脑输入，使我更熟练的掌握了office办公软件。在绘图时熟练掌握了AutoCAD及天正软件的应用，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。在完成毕业设计的过程中我得到了王海荣老师耐心的审批和指正，使我能顺利的完成了毕业设计任务，在此表示衷心的感谢。

二零一五年六月十日

毕业设计（论文）任务书

系（部） 建工系 专业 土木工程 班级 110715 姓名 马政 学号 110709113

1.毕业设计（论文）题目： 陕西商贸学院学生公寓设计

2.题目背景和意义：本设计为陕西商贸学院学生公寓设计，位于西安桃园路，总建筑面积4000

平方米，拟建5层，主体结构为钢筋混凝土框架结构。

本设计的意义主要有以下几个方面：（1）通过本设计，可以使学生对四年来所学的基本理论和专业知识进行综合的应用，加深对专业知识的掌握和理解，同时对建筑设计和结构设计有整体和全面性的认识。（2）通过查阅各种资料和建筑规范等完成本工程的建筑设计，结构选型，结构布置，结构计算及建筑、结构施工图的绘制，进而巩固对基础知识和专业知识的掌握程度以及综合运用的实际能力。
3.设计(论文)的主要内容（理工科含技术指标）：

（1） 建筑部分

根据任务书进行建筑方案及建筑施工图设计，以施工图为主，具体要求如下：

计算机绘制，达施工图深度，要求完成图纸内容：①主要平面图（底层平面图、标准层平面图等）；②正立面图及侧立面图；③剖面图一个（剖楼梯间）；④节点详图2～3个（自选），但应画出檐口详图；⑤屋面排水图；⑥门窗明细表；⑦说明主要部分的构造做法，如墙体、地面、门窗等。

（2）结构部分

①结构方案设计：包括柱网布置、结构平面布置、构件的初步估算、基础形式及埋置深度的确定。②结构计算：选一具有代表性的框架进行计算。包括：确定框架计算简图，荷载计算，恒荷载作用下的内力计算，活荷载作用下的内力计算，水平地震作用下的内力计算，内力组合，框架截面设计（配筋计算），基础设计与计算，自选构件设计和计算（现浇板或楼梯）。③绘制施工图，结构图纸要求完成内容：结构平面布置图，一榀框架配筋图，自选构件配筋图。④编写设计说明书和结构计算书（装订成册）。

工程地质条件：场地总体地形较平坦，地面标高介于377.20～377.77m之间，相对最大高差为0.57m 。勘探深度范围内地基土分为2层，第1层为杂填土，厚约0.5m；1层以下为黄土。拟建场地属非自重湿陷性黄土场地，地基湿陷等级为Ⅰ级（轻微）。勘察期间场地内地下水稳定水位埋深-7.61～-6.18m，地下水位年变幅在1.0～2.0m。拟建场地范围内没有发现地裂缝及其它不良地质作用。地基处理建议采用换土垫层法，垫层材料可选用3：7灰土，地基承载力标准值为180kPa 。

建筑结构安全等级：二级；耐火等级：二级；建筑结构设计使用年限：50年；地震基本烈度为8度，设计地震分组为第一组，场地类别Ⅱ类 ；湿陷性黄土地区建筑物分类：丙类；结构环境类别：一类环境。

气象条件：冬季室外计算温度-9℃，夏季室外计算温度+30℃。最热月平均气温为+27℃，最冷月平均气温为-0.2℃。 年总降水量631.8mm,一日最大降水量为109.6mm，一小时最大降水量为79mm。全年主导风向为东北风，基本风压0.35kN/m2。土壤最大冻结深度为18cm,最大积雪厚度为20cm，基本雪压为0.25kN/m2。 4.设计的基本要求及进度安排（含起始时间、设计地点）：

（1）设计的基本要求:1>要有良好的城市景观，要求建筑造型美观、大方

2>设计方案合理，计算方法正确，计算数据准确。

3>计算书格式应符合标准，书写工整，文字简练，条理清楚。

4>施工图须符合制图标准，能正确、准确表达设计意图，图面布

置协调、清楚、整洁。

（2）进度安排:

建筑设计 13-14（1）第10周-第12周

结构选型、结构方案及布置 13-14（1）第13周-第14周

荷载计算 13-14（1）第15周-第19周

结构计算 13-14（2）第1周-第4周

整理说明书、绘制施工图 13-14（2）第5周-第8周

答辩 13-14（2）第9周

5.毕业设计（论文）的工作量要求

① 图纸（幅面和张数）*： 建筑图6张,结构图4张

②其他要求：论文字数： 20000字 左右

外文翻译字数： 3000字

参考文献篇数： 15篇以上

指导教师签名： 年 月 日

学生签名： 年 月 日

系主任审批： 年 月 日

说明：1本表一式二份，一份由各系集中归档保存，一份学生留存。

2 带*项可根据学科特点选填。

陕西商贸学院学生公寓设计

摘要

通过本设计，可以对四年来所学的基本理论和专业知识进行综合的应用，加深对专业知识的掌握和理解，同时对建筑设计和结构设计有整体和全面性的认识。通过查阅各种资料和建筑规范等完成本工程的建筑设计，结构选型，结构布置，结构计算及建筑、结构施工图的绘制，进而巩固对基础知识和专业知识的掌握程度以及综合运用的实际能力。

本设计为陕西商贸学院学生公寓设计，位于西安桃园路，总建筑面积4000m2，建5层，主体结构为钢筋混凝土框架结构，抗震要求为8度设防。

设计内容包括建筑设计和结构设计，结构设计时取第轴横向框架进行计算。

论文设计包括以下内容：

1. 结构方案的确定。

2. 荷载计算，包括恒载、活载和地震作用。

3. 横向框架内力计算、内力组合及截面设计。

现浇板；楼梯和基础的计算。

关键词： 建筑设计 结构设计 钢筋混凝土框架结构 荷载 内力 截面设计

Design of the student apartment of Shaanxi province Business College

Abstract

Through this design, can be applied for the basic theory and professional knowledge learned in four years, deepen the expertise to grasp and understand,and have an overall andcomprehensive

understanding of the architectural design and structural design. Through access to a variety of materials and building codes,building design, the structure of this project selection, structure arrangement,structure calculation and construction drawing, structure construction drawing, and then consolidate the basic knowledge and practical ability of professionalknowledge and comprehensive application.

This article is the Design of the administrative student apartment of Shaanxi Business College, located in the southern of Xi'an,the total construction area is 4000m2, The proposed 5 layer, the main structure is reinforced concrete frame structure, the seismic requirements for 8 degree fortification. 

The design includes architectural design and structural design,when structural design take the transverse frame of second axis to Calculate.

The main program,including the following parts:

1、Determination of the structure.

2、The calculation of Load,including dead load,live load and earthquake load.

3、Interior force calculation and consititute of the lateral frame and the cross sections design of the components.

4、The structural design of foundation ,stair and slabs.

Keywords： architectural design structural design

reinforced concrete frame structure

load interior force cross sections’ design

主要符号表

SGk 永久荷载效应的标准值；

SQk 可变荷载效应的标准值；

γG 永久荷载的分项系数；

γQ 可变荷载的分项系数；

T 结构自振周期；

fy、fy' 普通钢筋的抗拉、抗压强度设计值；

as、as' 纵向非预应力受拉钢筋合力点、纵向非预应力受压钢筋合力点至截面近边的距离；

b 矩形截面宽度、T 形、I 形截面的腹板宽度；

bf、bf' T形或I形截面受拉区、受压区的翼缘宽度；

d 钢筋直径或圆形截面的直径；

e、e' 轴向力作用点至纵向受拉钢筋合力点、纵向受压钢筋合力点的距离；

e0 轴向力对截面重心的偏心距；

ea 附加偏心距；

ei 初始偏心距；

h 截面高度；

h0 截面有效高度；

hf、hf' T形或I形截面受拉区、受压区的翼缘高度；

As、As' 受拉区、受压区纵向非预应力钢筋的截面面积；

α1 受压区混凝土矩形应力图的应力值与混凝土轴心抗压强度设计值的比值；

ρ 纵向受力钢筋的配筋率；

ρsv 竖向箍筋、水平箍筋或竖向分布钢筋、水平分布钢筋的配筋率；

ρv 箍筋的体积配筋率；

FEk 结构总水平地震作用标准值；

Geq 地震时结构（构件）的重力荷载代表值、等效总重力荷载代表值；

αmax 水平地震影响系数最大值；

γRE 承载力抗震调整系数；

∑Mc 节点上下柱端截面顺时针或反时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值 ,可按弹性分析分配;

∑Mb 节点左右梁端截面反时针或顺时针方向组合的弯矩设计值;

HRB400级钢筋;

HPB300级钢

1 工程概况及建筑设计

1.1工程概况

本设计为陕西商贸学院学生公寓设计，位于西安桃园路，总建筑面积4000m2，5层，主体结构为钢筋混凝土框架结构。建筑抗震：抗震等级为框架二级，地震设防烈度为8度，设计地震分组为第一组，场地类别类，设计基本加速度值0.2g

1.1.1气象条件

冬季室外计算温度-9℃，夏季室外计算温度+30℃。最热月平均气温为+27℃，最冷月平均气温为-0.2℃。 年总降水量631.8mm,一日最大降水量为109.6mm，一小时最大降水量为79mm。全年主导风向为东北风，基本风压0.35kN/m2。土壤最大冻结深度为18cm,最大积雪厚度为20cm，基本雪压为0.25kN/m2。

1.1.2抗震设防
建筑结构安全等级：二级；耐火等级：二级；建筑结构设计使用年限：50年；地震基本烈度为8度，设计地震分组为第一组，场地类别Ⅱ类 ；湿陷性黄土地区建筑物分类：丙类；结构环境类别：一类环境。

1.1.3工程地质条件

场地总体地形较平坦，地面标高介于377.20～377.77m，相对最大高差为0.57m。勘探深度范围内的地基土分为2层，第一层为杂填土，厚约0.5m；1层以下为黄土。拟建场地属非自重湿陷性黄土场地，地基湿陷等级为Ⅰ级（轻微）。勘察期间场地内地下水稳定水位埋深-7.61～-6.18m，地下水位年变幅在1.0～2.0m。拟建场地范围内没有发现地裂缝及其它不良地质作用。地基承载力标准值为180kPa。

1.2建筑设计

对于建筑造型与平面布置的选择，必须考虑结构因素，以有利于结构受力；立面和平面形状应简单、对称、规则，以减少地震灾害的影响。所以根据设计原则，本设计采用“一”字形结构体系，这种结构体系符合简单、对称、规则的原则。建筑方案设计的宗旨在满足建筑的主要功能要求，依据建筑规范进行平、立、剖面的设计。同时，保证安全、适用、经济、美观效果。

1.2.1结构选型

本设计为陕西商贸学院学生公寓设计，位于西安桃园路，总建筑面积4000m2，拟建5层

主体结构选型：采用钢筋混凝土现浇框架结构体系。

屋面结构：屋面采用现浇钢筋混凝土肋形楼屋面。

楼面结构：全部采用现浇钢筋混凝土肋形楼盖，板厚100mm。

楼梯采用钢筋混凝土板式楼梯。

1.2.2平面设计

本建筑平面布置根据平面布置相关规范，走廊宽度、门厅面积、房间开间、进深都符合模数及采光要求，房间面积等符合学生生活使用要求。根据本建筑物的使用功能要求，确定采用三跨框架，边跨为7.2米，中跨为3.0米。每层平面两侧各设一道双跑板式楼梯，楼梯设置需满足建筑防火疏散的要求。

1.2.3立面设计

建筑立面设计的步骤，通常根据初步确定的房屋内部空间组合的平剖面关系，例如房屋的大小、高低、门窗位置，构部件的排列方式等，描绘出房屋各个立面的基本轮廓，作为进一步调整统一，进行立面设计的基础。设计时首先应该推敲立面各部分总的比例关系，考虑建筑整体的几个立面之间的统一，相邻立面间的连接和协调，然后着重分析各个立面上墙面的处理，门窗的调整安排，最后对入口门廊、建筑装饰等进一步作重点及细部处理。根据本建筑的建筑功能，每层学生公寓设3.3米的层高。建筑总高度17.4米。

1.2.4剖面设计

室内外高差为0.45米，可防止室外流水流入和墙身受潮。

根据采光设计标准及结构布置要求，确定标准层房间窗高到框架梁底 ，主要窗宽为2.1米，高为1.5米，门宽1.0米，门高2.1米。标准层走廊两端设置玻璃窗，以便空气流通和采光。屋面排水采用有组织外排水方式，用外装塑料空心管作为落水管，屋面坡度2%。

2 结构布置及计算简图

根据该学生公寓楼的使用功能及建筑设计的要求，进行建筑平面的设计，主体结构共五层。

2.1柱网布置

柱网布置如图2.1：

图2.1柱网布置图

2.2框架结构承重方案的选择

竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。

根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本学生公寓框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。

基础选用柱下条形基础，基础埋深取1.8m。

室内外高差取450mm。

A1=7.2×(1.2+3.6)=34.56m2

A2=7.2×3.6=25.92m2

横向框架计算简图如图2.2所示。取底层柱的形心线作为框架柱的轴线；梁轴线取至板底，底层柱高度从基础顶面取至一层板底：h=3.3+0.45+0.6=4.35m

图2.2 横向框架组成的空间结构

2.3梁、柱截面尺寸的初步确定

2.3.1梁截面尺寸的初步估算

梁截面高度一般取梁跨度的1/12～1/8且不小于400mm。本方案AB跨梁L=7200mm，h=(1/12～1/8)L=(1/12～1/8)×7200=600mm～900mm，取650mm。

矩形截面梁的高宽比h/b一般取2.0～3.0，故截面宽度

b=(1/3～1/2)h=(1/3～1/2)×650=217mm～325mm，且不小于250mm，取b=300mm,所以AB跨、CD跨梁的截面初步定为b×h=300mm×650mm，

BC跨梁截面

h=(1/12～1/8)L=(1/12～1/8)×2400=200mm～300mm，

b=(1/3～1/2)h 考虑施工方便性且满足实际设计值取b×h=300mm×400mm

纵梁：h=(1/12～1/8)L=(1/12～1/8)×7200=600mm～900mm，取h=650mm。

b=(1/3～1/2)h=(1/3～1/2)×650=216.7mm～325mm，取b=300mm。

故纵梁的截面初步定为b×h=300mm×650mm。

次梁的截面高度一般取梁跨度的1/15～1/12，h=(1/15～1/12)×7200=480mm～600mm。取h=500mm，b=(1/4～1/2)h=(1/4～1/2)×500=125mm～250mm，取b=250mm，故次梁

b×h=250mm×500mm。

表2.1估算梁的截面尺寸（mm）及各层混凝土强度等级

注：C35混凝土轴心抗压强度设计值fc=16.7N/mm2 ，抗拉强度设计值ft=1.57N/mm2。

2.3.2框架柱的截面尺寸的初步估算

框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：

柱组合的轴压力设计值N=βFgEn

注：N为柱组合的轴压力设计值；

β为考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3，不等跨内柱取1.25；

F为按简支状态计算柱的负载面积；

gE折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取12—15KN/m2；

n为验算截面以上的楼层层数。

Ac≥N/[μN]fc

注：Ac为柱截面面积；

[μN]为框架柱轴压比限值，本方案为抗震8度设防，二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为[μN]=0.75；

fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C35，查得16.7N/mm2。

各层重力荷载可近似取14KN/m2。由图2.2可知边柱及中柱的负载面积分别为A=34.56㎡和A=25.92㎡

对于边柱：

Ac=a2≥1.3×25.92×14×10³×5/（0.75×16.7）=188321（mm2）

对于中柱：

Ac=a2≥1.25×34.56×14×10³×5/（0.75×16.7）=241437（mm2）

取截面为正方形，则边柱和中柱的截面高度分别为434mm和491mm，根据上述计算结果并综合考虑其他因素，本设计柱截面尺寸取值为：

表2.2柱截面尺寸（mm）

3 重力荷载代表值计算

3.1恒荷载标准值计算

查《建筑结构荷载规范》可取：

(1)屋面的永久荷载标准值(不上人)

30厚细石混凝土保护层 22×0.03=0.66KN/㎡

SBS改性沥青卷材 0.4KN/㎡

20厚水泥砂浆找平 0.02×20=0.4KN/㎡

80厚矿渣水泥保温层 0.08×14.5=1.16KN/㎡

100厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.5KN/㎡

10厚混合砂浆抹灰层 17×0.01=0.17KN/㎡

合计： 5.29KN/㎡

（2）1～5楼面

水磨石地面：10mm面厚，20mm水泥砂浆打底 0.65KN/㎡

素水泥浆结合层一道

100厚现浇钢筋混凝土板 0.10m×25 KN/m3=2.5KN/㎡

10厚混合砂浆 0.01m×17KN/m3=0.17KN/㎡

合计: 3.32KN/㎡

楼面和走廊荷载值设计一样

3.2活荷载标准值计算

（1）屋面和楼面活荷载标准值

查《建筑结构荷载规范》可得：

不上人屋面： 0.5KN/㎡

楼面活荷载标准值： 2.0KN/㎡

走廊： 2.5KN/㎡

（2）雪荷载： =1.0×0.25=0.25KN/㎡

（3）基本风压： 0.35KN/㎡

3.3梁、柱、墙、门和窗重力荷载值计算

门：玻璃门 γ=0.45 KN/㎡

木门 γ=0.2KN/㎡

窗：钢塑窗，γ=0.4 KN/㎡

外墙：240厚粘土空心砖，内墙面为水泥粉刷墙面，外墙面为拉毛墙面。则外墙单位面积重力荷载为：

0.7+15×0.24+0.36=4.66KN/㎡

内墙：240厚粘土空心砖，两侧墙面为水泥粉刷墙面，单位面积重力荷载值为：

15×0.24+0.36×2=4.32KN/㎡

房间隔断墙，C型轻钢龙骨隔墙（四层12mm直面石膏板，中填50mm岩棉保温板 γ=0.54 KN/㎡）

屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值 。

表3.1 梁、柱重力荷载计算结果

说明：β为考虑梁柱粉刷层重力荷载对其重力荷载的增大系数；n为构件数量；g表示单位长度构建荷载，即g=β×b×h×γ ；Gi=g×l×n

3.4各层重力荷载值计算

集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi，为计算单元范围内各层楼面上的重力荷载代表值及上下各半层的墙柱等重量。

第一层窗

C1 2100×1650 数量 23 1.65×2.1×0.4×23=31.88KN

C2 1500×1.25 数量 2 1.5×1.25×0.4×2=1.5KN

C3 1200×1500 数量 1 1.2×1.2×0.4×1=0.72KN

合计： 30.78KN

第一层门

M1 1000×2100 数量 23 1.0×2.1×0.2×23=9.66KN

M2 1500×2100 数量 2 1.5×2.1×0.45×2=2.835KN

M3 2400×2100 数量 3 2.4×2.1×0.20×3=3.024KN

M4 1800×2100 数量 2 1.8×2.1×0.45×2=3.402KN

合计： 18.92KN

第二～五层窗

C1 2100×1650 数量 25 1.65×2.1×0.4×25=34.65KN

C2 1500×1.25 数量 2 1.5×1.25(1.65)×0.4×2=1.5(0.75)KN

C3 1200×1500 数量 1 1.2×1.2×0.4×1=0.72KN

C4 1500×1500 数量 2 1.5×1.5×0.4×2=1.8KN

合计： 35.10KN

第二～五层窗

M1 1000×2100 数量 25 1.0×2.1×0.2×25=10.5KN

M3 2400×2100 数量 3 2.4×2.1×0.20×3=3.024KN

合计： 13.524KN

楼板和活载计算

一～五层楼面板

恒载

3.82×（50.4+0.55）×（16.8×0.55）=3376.8KN

活载

2.0×（50.4+0.55）×（16.8+0.55）=1767.96KN

屋面板

恒载

5.29×（50.4+0.55）×（16.8+0.55）=4676.27KN

活载

0.5×（50.4+0.55）×（16.8+0.55）=4676.27K

900女儿墙

4.66×0.9×2×（50.4+0.55+16.8）=568.287KN

一层外墙自重

｛〖6.45×（4.35-0.65）×2+1.85×（4.35-0.4）〗2+6.5×（4.35-0.65）×4+6.55 ×（4.35-0.65）×10-2.1×1.5×23-1.5×0.9×2-1.2×1.5-1.5×2.1×2-1.8×2.1×2｝ ×4.66=1667.4179KN

内墙自重

〖6.45×（4.35-0.65）×12+7.27×（4.35-0.5）×13+6.5×（4.35-0.65）×4+6.55×（4.35-0.65）×9-1.0×2.1×23-2.4×2.1×3〗×4.32=3912.2503KN

一层墙总重5579.6682KN

二～五层墙自重

外墙

｛〖6.65×（3.3-0.65）×2+1.85×（3.3-0.4）〗2+6.65×（3.3-0.65）×14-2.1×1.5×25-1.5×0.9×2-1.2×1.5-1.5×1.5×2｝ ×4.66=1119.4252KN

内墙

〖6.65×（3.3-0.65）×12+7.27×（3.3-0.5）×14+6.65×（3.3-0.65）×14-1.0×2.1×25-2.4×2.1×3〗×4.32=2918.3717KN

二～五层墙总重4037.7969KN

3.5 荷载分类

将各层各构件荷载分类，计算各层荷载代表值，列入表4.3，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。顶层自重为：屋面恒载、50%屋面活荷载、纵横墙自重、半层柱自重、上下半层墙体自重。根据以上组合方式，将各层重力荷载代表值计算出列如下表：

表3.2 重力荷载代表值计算表

3.6重力荷载代表值

集中于各楼层标高处的重力荷载代表值：

集中于各楼层标高处的重力荷载代表值G i的计算结果如下图所示：

G1=1845.80+3376.80+1/2×(1617.50+878.49+5579.67+4037.80+18.92+13.52+30.78+35.10)+0.5×1767.96=12383.57kN

同理求出一下值

G2=11275.36KN

G3=11275.36KN

G4=11189.81KN

G5=9826.58KN

图3.1 各质点的重力荷载代表值

4 框架侧移刚度计算

4.1横向框架侧移刚度计算

4.1.1横梁线刚度ib的计算

表4.1横梁线刚度ib计算表

说明：ib= EcIb/L。其中Ec为混凝土弹性模量；L为梁跨度；ib为梁截面惯性矩，对于现浇楼面，中框架 梁Ib=2.0 I0，边框架梁=1.5 I0，其中I0为梁矩形部分的截面惯性矩。

4.1.2柱线刚度ic的计算

表4.2柱线刚度ic计算表

说明：ic=EcIc/hc其中ic为柱的截面惯性矩，

hc为框架柱的计算高度。

4.1.3柱侧移刚度计算

采用D值法计算侧移刚度，D=αc×12 ic/h2 计算，

其中为 αc柱的侧移刚度修正系数。

表示梁柱的线刚度比；

ic为柱的线刚度。

采用D值法计算侧移刚度，D=αc×12 Ic/h2 计算，其中为αc柱的侧移刚度修正系数；K表示梁柱的线刚度比；Ic为柱的线刚度。各层柱侧移刚度计算如下：

底层：

A-1，A-8, D-1，D-8 (4根) 边框边柱

K=4.5/10.7=0.42

αc=(0.5+0.42)/(2+0.42)=0.38

Di1 =0.38×12×10.7×1010/43502 =25785.17

ΣDi1 =25785.17×4=103140.68

B-1,B-8,C-1,C-8 (4根) 边框中柱

K=(3.15+4.5)/10.7=0.715

αc=(0.5+0.715)/(2+0.715)=0.45

Di2=0.45×12×10.7×1010/43502=30535.08

ΣDi2 =30535.08×4=122140.32

A-2~7,D-2~7 (12根) 中框边柱

K=6.0/10.7=0.56

αc=(0.5+0.56)/(2+0.56)=0.414

Di3=0.414×12×10.7×1010/43502=28092.27

ΣDi3 =28092.27×12=337107.24

B-2~7,C-2~7 (12根) 中框中柱

K=(4.2+6.0)/10.7=0.95

αc=(0.5+0.95)/(2+0.95)=0.49

Di4=0.49×12×10.7×1010/43502=33249.31

ΣDi4 =33249.31×12=398991.72

ΣD1=ΣDi1+ ΣDi2+ΣDi3+ ΣDi4=961379.96

第2～5层：

A-1，A-8, D-1，D-8 (4根) 边框边柱

K=(2×4.5)/(7.2×2)=0.625

αc=0.625/(2+0.625)=0.238

Di1 =0.238×12×7.2×1010/33002=18882.63

ΣDi1 =18882.63×4=75530.52

B-1,B-8,C-1,C-8 (4根) 边框中柱

K=[(3.15+4.5)×2]/(7.2×2)=1.06

αc=1.06/(2+1.06)=0.346

Di2=0.346×12×7.2×1010/33002=27451.24

ΣDi2 =27451.24×4=109804.96

A-2~7,D-2~7 (12根) 中框边柱

K=(6.0×2)/(7.2×2)=0.83

αc=0.83/(2+0.83)=0.293

Di3=0.293×12×7.2×1010/33002=23246.27

ΣDi3 =23246.27×12=278955.24

B-2~7,C-2~7 (12根) 中框中柱

K=[(4.2+6.0)×2]/(7.2×2)=1.42

αc=1.42/(2+1.42)=0.415

Di4=0.415×12×7.2×1010/33002=32925.62

ΣDi4 =32925.62×12=395107.44

ΣD2~5=ΣDi1+ ΣDi2+ΣDi3+ ΣDi4=859398.16

上述不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度，由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：

表4.3横向框架层间侧移刚度(N/mm)

ΣD1/ΣD2=961379.96/859398.16=1.1>0.7，故该框架为规则框架。

5 水平地震作用下框架结构内力和侧移计算

5.1横向水平地震作用下框架结构内力和侧移计算

5.1.1横向自震周期计算

对于质量和刚度沿高度分布比较均匀的框架结构，其自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。

横向框架顶点的假想位移计算过程见下表5.1：

表5.1横向框架顶的假想位移表

对于框架结构，uT按以下公式计算

VGi=∑Gk

(△u)i= VGi /∑DI

uT=∑(△u)k

注：∑D ij 为第i层的层间侧移刚度。

（△u）i为第i层的层间侧移。

（△u）k为第k层的层间侧移。

VGi为把集中在各层楼面处的重力荷载代表值视为水平荷载得到的带i层间剪力。

Gk为集中在k层楼面处的重力荷载代表值。

基本自振周期T1可按下式计算：

注：uT为计算结构基本自振周期用的结构顶点假想位移（m），即

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。

=1.7×0.7×=0.508s

5.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算

本结构高度不超过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Geq

Geq=0.85∑G i=0.85×（9826.58+11189.81+11275.36×2+12383.75）

=47558.23KN

查资料得，在类场地，8度近震区，基本地震加速度值为0.2g，在多遇地震时，结构的特征周期Tg=0.35s和地震影响系数amax=0.16。

T1=0.75s＞1.4Tg=1.4×0.35=0.49s,

所以应考虑顶部附加水平地震作用。顶部附加平地震作用系数δn：

δn=0.08T1+0.07=0.08×0.508+0.07=0.11

地震影响系数：

α1=0.9αmax=0.9×0.16=0.114

FEK=α1Geq=0.114×47558.23=5421.64kN

ΔF5=δn×FEK= 0.1308×4808.4=596.38kN

Fi=FEK(1-δn)

表5.2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表

横向框架各层水平地震作用和地震剪力见下图

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

水平地震作用下框架结构的层间位移△ui和顶点位移u i分别按下列公式计算：

△ui=Vi/∑Dij ui=∑△uk

各层的层间弹性位移角θe=△ui/hi，根据《建筑结构抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架,层间弹性位移角限值[θe]<1/550。

横向水平地震作用下的位移验算如下表5.3

表5.3横向水平地震作用下的位移验算

由此可见，最大层间弹性位移角发生在第2层，θe=1/571<1/550，满足规范要求。

5.1.4横向水平地震作用下框架内力计算

框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：

第i层j柱分配到的剪力Vij以及该柱上、下端的弯矩Miju 和Mijb分别按下列公式计算：

Vij= （Dij /∑Dij ）×Vi ，

Miju = Vij yh ，

Mijb= Vij (1-y)h

y=yn+y1+y2+y3

注：Dij为i层j柱的侧移刚度；

h为该层柱的计算高度；

y为框架柱的反弯点高度比，

yn为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修正值;

y2、y3表示上下层层高变化时反弯点高度比修正值；

本工程中，底层柱需考虑修正值y2；第2层柱需考虑修正值y1和y3；其余无修正。以轴线横向框架内力计算为例：

表5.4 各层柱端弯矩及剪力计算

以5层中柱计算为例：

Di1=23246， =0.83

Vi1=（23246/859398.16）×1990.88=53.85kN

查表：y=0.315

Mi1b= Vi1yh

=253.85×0.315×3.3=53.98kN

Mi1u= Vij (1-y)

=53.85×（1-0.315）×3.3=121.73kN

其他计算同理。

梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：

=（+）/（+）

=（Mbi+1，j +M uij）/（+）

=+

Vb=（+）/l

以5层计算为例：

①边横梁：

=121.73kN·m；

=6.0/(6.0+4.2 )×158.57=93.27 kN·m；

V b=(121.73+93.27)/7.2=29.86 kN

②走道梁：

==4.2/(6.0+4.2 )×158.57=65.29 kN·m；

V b=(65.29+65.29)/2.4=54.41kN

③边柱N=0-29.86=-29.86kN

中柱N=29.86-54.41=-24.55kN

其他计算同理。

表5.5梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算

图5.3框架弯矩图（KN•m） 图5.4梁端剪力及柱轴力图

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计算单元选取

取轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.2 m如下图所示：

图6.1横向框架计算单元

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。

6.1.2荷载计算

（1）恒荷载计算

图6.2各层梁上作用的横载

第五层：

q1、q1，分别代表横梁自重，为均布荷载形式。

q1=0.3×(0.65-0.10)×25×0.01×(0.65-0.10+0.65-0.10+0.3-0.24)×17=4.322kN/m q1'=0.3×(0.40-0.10)×25×0.01×(0.40-0.10+0.40-0.10+0.3-0.24)×17=2.360kN/m

q2、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6.2中的几何关系可得:

q2=5.29×3.6=19.04kN/m q2' =5.29×2.4=12.70kN/m

P1 、P2为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载，计算如下：

P1=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8]×5.29+4.322×7.2+4..322×7.2/2+0.9×4.66× 7.2

=162.57 kNk

P2=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8+(2.4+3.6)×0.5×1.2×2]×5.29×4.63+4.322

×7.2+4.322×7.2/2

=170.46kN

集中力矩

M1=P1e1=162.57×(0.55-0.3)/2=20.32kN·m

M2=P2e2=170.46×(0.55-0.3)/2=21.31kN·m

第二～四层：

q1包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。其他荷载计算方法同五层。

q1=4.32+4.32×(3.6-0.65)=17.064 kN/m

q1' =2.36 kN/m

q2=3.82×3.6=13.75 kN/m

q2' =3.82×2.4=9.17kN/m

P1=[(3.6×1.8×0.5)×2+(7.2+3.6)×0.5×1.8]×3.82+4.322×7.2+4.322×7.2×0.5+0.4×2.1×1.5×2

=103.88kN

P2=[(3.6×1.8×0.5)×2+(7.2+3.6)×0.5×1.8+(2.4+3.6)×0.5×1.2×2]×3.82+4.322×7.2+4.322×7.2×0.5+0.2×2.1×2

=136.88kN

M1=P1e1=103.88×(0.55-0.3)/2=12.985 kN·m

M2=P2e2=136.88×(0.55-0.3)/2=17.11 kN·m

第一层

q1包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。其他荷载计算方法同五层。

q1=4.32+4.32×(3.6-0.65)=17.064kN/m q1' =2.36 kN/m

q2=13.75 kN/m q2' =9.17kN/m

P1=[(3.6×1.8×0.5)×2+(7.2+3.6)×0.5×1.8]×3.82+4.322×7.2+4.322×7.2×0.5+0.4×2.1×1.5×2

=103.88kN

P2=[(3.6×1.8×0.5)×2+(7.2+3.6)×0.5×1.8+(2.4+3.6)×0.5×1.2×2]×3.82+4.322×7.2+4.322×7.2×0.5+0.2×2.1×2

=136.88kN

集中力矩

M1=P1e1=103.88×(0.65-0.3)/2=18.18kN·m

M2=P2e2=136.88×(0.65-0.3)/2=23.95kN·m

（2）活荷载计算

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示:

图6.3各层梁上作用的活载

第五层：

q2=0.5×3.6=1.8 kN/m q2' =0.5×2.4=1.2kN/m

P1=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8]×0.5=8.1kN

P2=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8+(3.6+2.4)/2×1.2×2]×0.5=11.7 kN

M1=P1e1=8.1×(0.55-0.3)/2=1.01kN·m

M2=P2e2=11.7×(0.55-0.3)/2=1.46kN·m

同理在屋面雪荷载作用下：

q2=0.25×3.6=0.9kN/m q2' =0.25×2.4=0.6kN/m

P1=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8]×0.25=4.05kN

P2=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8+（3.6+2.4)/2×1.2×2]×0.25=5.85kN

M1=P1e1=4.05×(0.55-0.3)/2=0.51kN·m

M2=P2e2=5.85×(0.55-0.3)/2=0.73kN·m

第二～四层：

q2=2.0×3.6=7.2kN/m q2' =2.0×2.4=4.8kN/m

P1=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8]×2=32.4kN

P2=[(3.6×1.8×1/2)×2+(7.2+3.6)/2×1.8+(3.6+2.4)/2×1.2×2]×2=46.80kN

M1=P1e1=32.4×(0.55-0.3)/2=4.05kN·m

M2=P2e2=46.8×(0.55-0.3)/2=5.85kN·m

第一层：

q2=2×3.6=7.2kN/m q2' =4.8kN/m

P1=32.4kN P2=46.8 kN

M1=P1e1=32.4×(0.65-0.3)/2=5.67kN·m

M2=P2e2=46.8×(0.65-0.3)/2=8.19kN·m

将以上计算结果汇总如下两表：

表6.1横向框架恒载汇总表

表6.2横向框架活载汇总表

说明：表中括号内数值对应屋面雪荷载作用情况。

6.2内力计算

6.2.1横向框架弯矩计算

梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载对称，故可采用半框架。跨中梁线刚度增大一倍。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。

a杆的等效荷载的计算

将梯形或是三角形分布荷载按固端弯矩等效原则折算成均布荷载：

q为梯形荷载最大值，q′=(1-2α²+α³)q α=a/l

三角形分布荷载折算公式：q′=(5/8)q

第五层边跨：α=(1800/7200)=0.25

总均布荷载：4.32+(1-0.25²×2+0.25³)×19.04=21.28kN/m

中跨：总均布荷载：2.36+(5/8)×12.70=10.29kN/m

第1~4层：边跨，总均布荷载：17.06+(1-0.25²×2+0.25³)×13.75=29.30kN/m

中跨，总均布荷载：2.36+(5/8)×9.17=8.09kN/m

等效活荷载的计算：

第五层边跨：总均布荷载： (1-0.25²×2+0.25³)×1.80=1.6kN/m

中跨：总均布荷载： (5/8)×1.2=0.75kN/m

第1~4层：边跨，总均布荷载： (1-0.25²×2+0.25³)×7.2=6.4kN/m

中跨，总均布荷载： (5/8)×4.8=3kN/m

b杆的固端弯矩的计算

①两端固支：MAB=-ql2/12 MBA= ql2/12

②一端固支，一端滑动：MAB=-ql2/3 MBA= -ql2/6

c分配系数的确定

u=si/(Σs)

转动刚度S：远端固定：S=4i

远端滑动：S=i

图6.4各层梁柱刚度示意图

表6.3弯矩二次分配法（恒载作用下）

表6.4弯矩二次分配法(活载作用下)

梁端剪力和柱轴力计算

例：在恒载作用下:

第五层：

①荷载引起的剪力：

AB跨：VA =VB=1/2q1l

=1/2×21.28×7.2=55.75 kN

BC跨：VB=VC =1/2q1l

=1/2×10.29×2.4=12.35kN

②弯矩引起的剪力：

AB跨：VA =-VB =(75.772-80.939)/7.2=-0.72 kN

BC跨：VB=VC =0

③总剪力：

AB跨：VA=76.61-0.72=75.89kN BC跨：VB=VC=12.35kN

VB=76.61+0.72=77.33kN

A柱轴力：

N顶=P1+VA=162.57+75.89=238.46kN

A柱重：[(25×0.55×0.55+4×0.01×0.55×17]×3.3=26.19kN

N底=238.46+26.19=264.65kN

B柱轴力：

N顶=P2+VB+VB,=170.46+77.33+12.35=260.14kN

B柱重：26.19kN

N底=260.14+26.19=286.33kN

表6.3 恒荷载作用下梁端剪力及柱轴力计算表

表6.4 活荷载作用下梁端剪力及柱轴力计算表

6.2.2横向框架内力组合

(1)结构的抗震等级

根据《抗震规范》，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，本工程的框架为二级抗震等级。

（2）内力组合

本工程考虑三种内力组合，即1.2SGK+1.4SQK、1.35SGK+1.0SQK及1.2SGE+1.3SEK。各层梁的内力组合结果见表6.5，其中SGK、SQK中的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）, 以减少负弯矩钢筋的拥挤现象。ηvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。

承载力抗震调整系数：见下表

表6.5 承载力抗震调整系数取值

表6.6各层梁的内力组合和梁端剪力调整表

说明：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，V以向上为正。

(3) 跨间最大弯矩的计算

以第1层AB跨梁为例，说明计算方法和过程。

计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。

均布和梯形荷载下，如下图：

图6.7梯形荷载和均布荷载下的计算图形

由上图可知：VA= -(MA+MB)/l+q1l/2+(1-α)lq2/2

①若VA-(2q1+q2)αl/2≤0，说明x≤αl，其中x为最大正弯矩截面至A支座的距离，

则x可由下式求解：

VA-q1x-x2q2/(2αl)=0

将x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值：

Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/(6αl)

②若VA-(2q1+q2)αl/2>0，说明x>αl,则：

x=(VA+αlq2/2)/(q1+q2)

可得跨间最大正弯矩值：

Mmax=MA+VAx-(q1+q2)x2/2+alq2(x-αl/3)/2

③若VA≤0，则Mmax=MA

同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：

图6.8三角形荷载和均布荷载下的计算图形

VB=-(MB+MC)/l+q1l/2+q2l/4

x可由下式解得： VB=q1x+x2q2/l

可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MB+VBx-q1x2/2-x3q2/3l

以第一层AB跨为例：

q1=1.2×17.064=20.48kN

q2=1.2×(13.75+0.5×7.2)=20.82kN/m

左震：

VA=-(MA+MB)/l+q1l/2+(1-α)lq2/2

=-(314.73/0.75+457.10/0.75)/7.2+20.48×7.2/2+(1-0.25)×7.2×20.82/2 =-142.93+73.73+56.21

=-12.99kN<0

则Mmax发生在左支座：Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×415.39-(90.41+0.5×19.80)=439.70kN·m

Mmax=0.75×439.70=329.78kN·m

右震：

VA=(MA+MB)/l+q1l/2+(1-α)lq2/2

=(495.28/0.75+269.36/0.75)/7.2+20.48×7.2/2+(1-0.25)×7.2×20.82/2

=141.60+73.73+56.21

=271.54kN

VA-(2q1+q2)αl=271.54-(2×20.48+20.82) ×0.25×7.2/2

=104.73＞0

则：x= (VA+αlq2/2)/(q1+q2)

=(271.54+0.25×7.2×20.82/2)/(20.48+20.82)=7.03＜7.2m

Mmax= MA+VAx-(q1+q2)x2/2+alq2(x-αl/3)/2

=-495.28/0.75+271.54×7.03-(20.48+20.82)×7.032/2+20.82×0.25×7.2×（7.03-0.25×7.2×1/3)×1/2

=348.51kN·m

Mmax=0.75×348.51=261.38kN·m

BC跨：

q1' =1.2×2.36=2.83kN q2'=1.2×(9.17+0.5×2.4) =12.44kN

左震：

VA=-(MA+MB)/l+q1l/2+(1-α)lq2/2

=-(247.74/0.75+247.74/0.75)/2.4+2.83×2.4/2+(1-0.25)×2.4×12.44/2 =-275.26+3.40+11.20

=-260.66kN<0

则Mmax发生在左支座：Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×260.77-(6.36+0.5×1.74)=331.77kN·m

Mmax=0.75×331.77=248.83kN·m

右震：

则Mmax发生在右支座：

Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×260.77-(6.36+0.5×1.74)=331.77kN·m

Mmax=0.75×331.77=248.83kN·m

剪力计算：

AB净跨 ln=6.45m

左震：Vbl=-2.29kN Vbr=240.97kN

Mbl边=314.73/0.75-2.29/0.85×0.65/2=418.80kN·m

Mbr边=-457.10/0.75+240.97/0.85×0.65/2=-517.34kN·m

右震：Vbl=239.55kN Vbr=-0.87kN

Mbl边=-660.37+281.82×0.65/2=-568.79kN·m

Mbr边=359.15-1.01×0.65/2=358.82kN·m

Mbl边+ Mbr边=418.80+517.34=936.14＞568.79+358.82=927.61

VGb= [20.48×6.45+20.82×()]=114.45kN

则 VB左=1.2×+114.45=288.62kN

VA=1.2×+114.45=287.03kN

VB左=0.85×243.33=245.32

BC跨 ln=2.4m

左震：Vbl=Vbr=-228.37/0.85=-268.67kN

Mbl边=Mbr边=247.74/0.75-268.67×0.65/2=243kN·m

右震：Vbl=Vbr=251.87/0.85=296.32kN

Mbl边=Mbr边=-260.76/0.75+296.32×0.65/2=-251.38kN·m

Mbl边+ Mbr边=243×2=486<251.38×2=502.76

VGb=1.2×(SGK+0.5SQK)=13.812kN

则V右=1.2×502.76/2.4+13.81=265.19kN

VB左=0.85×265.19=225.41kN

表6.7 横向框架A柱弯矩和轴力组合

说明：表中M左侧受拉为正，单位为kN·m，N以受压为正，单位为KN。SQK一列中括号内的数值为屋面雪荷载、其他层楼面作用活荷载对应的内力值。

表6.8向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整

说明：表中弯矩为相应于本层柱净高上、下两端的弯矩设计值。

表6.9横向框架A柱剪力组合与调整（KN）

表6.10向框架B柱弯矩和轴力组合

说明：表中M左侧受拉为正，单位为kN·m，N以受压为正，单位为KN。SQK一列中括号内的数值为屋面雪荷载、其他层楼面作用活荷载对应的内力值。

表6.11向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整

说明：表中弯矩为相应于本层柱净高上、下两端的弯矩设计值。

表6.12横向框架B柱剪力组合与调整（KN）

7 截面设计

7.1框架梁

设计思路：

对于边跨梁，首先利用跨中正弯矩设计值，以单筋T形截面来配置梁底纵筋（因为跨中梁顶负筋一般配置较少，以单筋截面设计带来的误差较小）；然后根据“跨中梁底纵筋全部锚入支座”的原则确定支座的梁底纵筋，利用支座负弯矩设计值以双筋矩形截面来配置梁顶纵筋。纵筋的截断、锚固以构造要求确定。钢筋采用电渣压力焊接长，所以不考虑钢筋的搭接。然后按有关要求配置抗剪箍筋，验算梁抗剪承载力；

对于中跨梁，因其跨中正弯矩较小，所以利用支座正弯矩设计值，以单筋T形截面来配置梁底纵筋即可。其余操作同边跨梁。

设计参数：

梁砼：C35(fc=16.7N/mm2, ft=1.57N/mm2)；

纵筋：HRB400(fy=360N/mm2）；

箍筋：HPB300(fy=270N/mm2）；

纵筋保护层厚：。

经以上计算可知，梁的最不利内力如下：

跨间： Mmax=121.68kN·m

支座A：Mmax=173.47kN·m

支座Bl：Mmax=160.75kN·m

调整后剪力：V=109.12kN

7.1.1梁的正截面受弯承载力计算

AB 跨：

(1)跨中截面设计，

考虑跨间最大弯矩处：设计内力：M=121.68kN·m,确定几何参数。

按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取：

其中：l0/3=7200/3=2400mm

b+sn=300+(7200-650)=6850mm

h'f/h0=100/(650-35)=0.16>0.1，不需考虑；

所以，b'f=2400mm

h0=h-as=650-35=615mm

因为：αcfcbf，hf，(h0- hf，/2)=1.0×16.7×2400×100×(615-100/2)

=2264.52kN·m >121.68kN·m 属第一类T形截面。

钢筋选用HRB400级钢fy=fy,=360N/mm2,。

αs=M/(α1fcbf’h02)=121.68×106/16.7/2400/6152=0.0081

ξ=1-(1-2αs)1/2=0.0081

As=ξ1fcbf，h0/fy=0.0081×1.0×16.7×2400×615/360=554.61mm2

实配钢筋316,(As=603mm2）

ρ=603/(300×615)=0.33% > ρmin=0.2%，满足要求。

BC跨：

l0/3=2400/3=800mm

b+sn=300+(2400-400)=2300mm

h'f/h0=100/(400-35)=0.27>0.1，不需考虑；

所以，b'f=800mm

h0=h-as=400-35=365mm

因为：αcfcbf，hf，(h0- hf，/2)=1.0×16.7×800×100×(365-100/2)

=420.84kN·m >57.47kN·m 属第一类T形截面。

钢筋选用HRB400级钢fy=fy,=360N/mm2,

αs=M/(α1fcbf’h02)=57.47×106/16.7/800/3652=0.032

ξ=1-(1-2αs)1/2=0.033

As=ξ1fcbf，h0/fy=0.032×1.0×16.7×800×365/360=433.46mm2

实配钢筋316,(As=603mm2）ρ=603/(300×365)=0.55% > ρmin=0.2%，满足要求

（2）考虑两支座处：

将下部跨间截面的316钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋。As=603mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即

支座A上部，设计内力：Mmax=173.47kN·m

αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/( 1fcbh02)

=[173.47×106-360×603×(615-35)]/(1.0×16.7×300×6152)

=0.025

ξ=1-(1-2αs)1/2=0.025 2as,/h0=70/615=0.114

As=M/fy/(h0-a,)= 173.47×106/360/(615-35)=830.80mm2

实配钢筋320，As=942mm2。

ρ=942/(300×615)=0.51% > ρmin=0.2%，又As，/As=603/942=0.64>0.3，满足要求。

支座Bl上部：

αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/( 1fcbh02)

=[160.75×106-360×603×(615-35)]/(1.0×16.7×300×6152)

=0.002

ξ=1-(1-2αs)1/2=0.002 2as,/h0=70/615=0.114

As=M/fy/(h0-a,)= 160.75×106/360/(615-35)=769.88mm2

实配钢筋320，As=942mm2。

ρ=942/(300×615)=0.51% > ρmin=0.2%，又As，/As=603/942=0.64>0.3，满足要求。

支座Br上部：αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/( 1fcbh02)

=[71.09×106-360×603×(615-35)]/(1.0×16.7×300×6152)

=-0.029

ξ=1-(1-2αs)1/2=-0.029 2as,/h0=70/615=0.114

As=M/fy/(h0-a,)= 71.09×106/360/(615-35)=340.47mm2

实配钢筋318，As=763mm2。

ρ=763/(300×615)=0.4% > ρmin=0.2%，又As，/As=603/942=0.64>0.3，满足要求。

7.1.2梁斜截面受剪承载力计算

AB跨受剪承载力设计值：γREV=109.12kN

0.20βcfcbh0=0.2×1.0×16.7×300×615=616.23kN > 109.12kN 故截面尺寸满足要求。

梁端加密区（加密区长度:二级抗震:1.5×650=975mm>500mm取975m）：

箍筋取双肢Ф8@100，箍筋用HPB300级钢筋（fyv=270N/mm2）, 则：

0.42ftbh0+1.25fyvAsvh0/s =0.42×1.57×300×615+1.25×270×101×615/100

=331.30kN > 109.12kN

非加密区箍筋取双肢Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。

BC跨：梁端箍筋加密区取双肢Ф8@100，则其承载力为：

0.42ftbh0+1.25fyvAsvh0/s =0.42×1.57×300×365+1.25×270×101×365/100

=196.62kN > 68.53kN

由于非加密区长度较小，故全跨均可按加密区配置。

梁的配筋计算见下表：

表7.1框架梁纵向钢筋计算表

表7.2框架梁箍筋计算表

图7.1梁计算简图

7.2框架柱

框架柱采用C35,fc=16.7N/mm2,ft=1.57N/mm2

所有纵向钢筋采用Ⅲ级钢筋(HRB400)，fy=360N/mm2

所有箍筋采用Ⅰ钢筋(HPB300),fy=270N/mm2

7.21剪跨比和轴压比验算

根据《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010 6.3.5，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，但是将表6.7、6.8查到的数值分别除以0.75、0.85、0.75。由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。

表7.3柱剪跨比和轴压比验算

7.2.2柱正截面承载力计算

以五层A柱为例：

最不利组合一(调整后)：Mmax=168.42kN·m，N=249.95kN

柱的计算长度，根据《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010，对于现浇楼盖的底层柱，l0=1.0H=4.35m

考虑附加弯矩的影响

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，550/30=18.33mm<20mm,故取ea=20 mm。

轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=168.42×106/(249.95×103)=675.17mm

初始偏心矩：ei=e0+ea=675.17+20=695.17mm

因为长细比l0/h=4350/550=7.91>5，故应考虑偏心矩增大系数η。

ξ1=0.5fcA/N=0.5×16.7×5502/(249.95×103)=10.11>1.0 取ξ1=1.0

又l0/h<15，取ξ2=1.0

得η=1+ (l0/h)2ξ1ξ2h0/1400ei

=1+7.912×1.0×1.0×510/1400/695.17=1.10

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

=1.10×695.17+550/2-40

=999.69mm

ηei=1.10×695.17=964.687mm＞ 0.3h0=0.3×510=153mm,

由于是对称配筋：

Nb=α1fcbξbh0=1.0×16.7×550×0.518×510=2426.49kN＞N

因为ηei＞0.3h0，Nb,满足对称配筋大偏心受压的条件

x=N/α1fcb=249.95×103/(1.0×16.7×550)

=27.2mm<2a's=80mm

As,=As=[N (ei- h/2+ as,)]/[fy，(h0-as,)]

=[249.95×103×(695.17-550/2+40)] /[360×(510-40)]=679.78mm2

最不利组合二：Nmax=371.10kN，M=77.46kN·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=77.67×106/(371.10×103)=209.30mm

初始偏心矩：ei=e0+ea=209.30+20=229.30mm

长细比l0/h=4350/550=7.91>5，故应考虑偏心矩增大系数η。

ξ1=0.5fcA/N=0.5×16.7×5502/(371.10×103)=6.81>1.0 取ξ1=1.0

又l0/h<15，取ξ2=1.0

得η=1+(l0/h)2ξ1ξ2h0/1400ei

=1+7.912×1.0×1.0×510/1400/229.30=1.1

ηei=229.30×1.1=252.23>0.3h0=0.3×510=153mm,,故为大偏心受压。

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

=252.23+550/2-40

=487.23mm

ξ=(N-ξbfcbh0)[(Ne-0.43fcbh02)/(0.8-ξb)/(h0-as,)+fcbh0]+ξb

按上式计算时，应满足N>ξbfcbh0及Ne>0.43fcbh02.

因为N=371.10kN<ξbfcbh0=0.518×16.7×550×510=2426.49kN

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%×550×550=605mm2

选422，As,=As=1520mm2

总配筋率ρ=3×1964/(550×550)=1.9% >ρmin=0.8%，满足要求。

表7.4(A）边柱正截面配筋计算表

表7.5(B）中柱正截面配筋计算表

7.2.3柱斜截面受剪承载力计算

以第五层A柱为例，

查表可知：框架柱的剪力设计值Vc=97.22kN

rREVc=97.22×0.85=82.64kN<0.2βcfcbh0=0.2×1.0×16.7×550×510=936.87kN

所以截面尺寸满足要求。

剪跨比λ=4.52，取λ=3； 轴压比n=0.08

考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值

N=191.72/0.75=255.63kN < 0.3fcbh=0.3×16.7×5502/103=1515.53kN

故取N=255.63kN

1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.57×550×510/(3+1)+0.056×255.63×103

=129.92N>γREV=121.76kN

故该层柱应按构造配置箍筋。

柱端加密区的箍筋选用四肢Ф10@100。

查表得，第五层A柱n=0.08。

得最小配筋率特征值：λv=0.08，

则最小配筋率ρvmin=λvfy/fyv=0.08×16.7/270=0.49%

(注：当混凝土强度等级小于C35时，fy按C35计算)

柱箍筋的体积配筋率：

ρv=(ΣAsvili)/s/Acor

=78.5×500×8/100/500/500

=1.26%>0.49%,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。

加密区的范围：

根据《建筑抗震设计规范》规定：

①大于柱端加密区截面高度500mm，柱净高的1/6即1/6×(3300-550)=458mm和500mm三者中的最大值，取600mm；

②底层柱，柱根加密区大于1/3×(4350-650)=1233.33mm,取1550mm

③除柱端处取刚性地面上下各500mm。

非加密区还应满足s<10d=180mm,故箍筋配置为四肢Ф10@150

其它各层柱的箍筋计算见下表

表7.6框架柱箍筋计算表

7.3框架梁柱节点核芯区截面抗震验算

以一层中节点为例,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=(650+400)/2=525mm

hb0=(615+365)/2=490mm

二级框架梁柱节点核芯区组合的剪力设计值Vj按下式计算：

Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/ (hb0-as,)

注：Hc为柱的计算高度，可采用节点上、下柱反弯点之间的距离

Hc=0.5×3.3+(1-0.65)×4.35=3.2m

ΣMb为节点左右梁端逆时针或顺时针方向组合弯矩设计值之和，即

左震：ΣMb=(457.10+260.76)=717.86kN·m

可知，剪力设计值

Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/ (hb0-as,)

=1.35×717.86×103×[1-(490-35)/(3200-525)]/ (490-35)

=1767.83kN

因为 bb=300c/2=325,故取bj= bb +0.5bc=625mm< bc=650mm, hj=600mm

ηi=1.5

0.30ηjfcbjhj/γRE =0.30×1.5×16.7×650×650/0.85

=3735.40KN≥Vj=1767.83kN，满足要求。

节点核芯区的受剪承载力按下式计算：

Vj≤[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE （7.8）

注：N取第2层柱底轴力N=1025.26/0.75=1367.01kN和

0.5fcA=0.5×16.7×6502=3527.86kN二者中的较小值，

故取N=1367.01kN

该节点区配箍为4Ф12@100，HPB300，则：

[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE

=[1.1×1.5×1.57×650×600+0.05×1.5×1367.01×103+270×4×113.1×(490-35) /100]/0.85

=1963.05kN＞Vj=1767.83kN

故承载力满足要求。

表7.7节点核芯区选配的钢筋

8 楼梯设计

8.1设计参数

楼梯结构平面布置图：

图8.1楼梯结构平面布置图

楼梯参数：层高3.3m，踏步尺寸150mm×320mm，采用混凝土强度等级C35，平台梁钢筋采用HPB400，其余钢筋用采用HPB300。楼梯开间3.6m,进深7.2m。采用板式楼梯。共22级踏步。水平投影长度：(11-1)×320=3200mm，楼梯踢面和踏面均为瓷砖，底面为20厚混合砂浆抹灰。

8.2楼梯板计算

板倾斜度tanα=150/320=0.50 cosα=0.894

板厚h约为板斜长的1/25~1/30，板斜长==3.424m，h=136.96~114.13mm。h取120mm

取1m宽板带计算，荷载分项系数rG=1.2、rQ=1.4。

(1)荷载计算：

梯段板的荷载：

表8.1梯段板的荷载表

(2)截面设计

板水平计算跨度ln=3.0+0.3=3.3m

弯矩设计值 M=pln2/10

=11.96×3.32/10

=13.024kN·m

取板保护层厚度为20mm，h0=120-20=100 mm

=0.078

=0.081

As=ξ1fcbh0/fy=0.081×1.0×16.7×1000×100/270=501mm2

实取选配10@100,实有1000/100≈10根，取10根/m,785mm2

配分布筋8@320，每级踏步下一根。

8.3平台板计算

设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。

(1)荷载计算：

平台板的荷载表见下：

表8.2平台板的荷载表

(2)截面设计：

板的计算跨度l0=2.4 m

弯矩设计值 M=pl02/8=7.57×2.02/8=3.785kN·m

h0=100-20=80mm

=0.035

=0.036

As=ξ1fcbh0/fy=0.036×1.0×16.7×1000×80/270=178.13mm2

实际选配选8@150,（As=335mm2。）

8.4平台梁计算

设平台梁截面：b×h =300×400mm

(1)荷载计算：

表8.3平台梁的荷载表

(2)截面设计：

计算跨度l0=1.05ln=1.05×（3.6-0.2）=3.57m

内力设计值 M=pl02/8

=39.327×3.572/8

=62.65kN·m

V=pln/2

=39.327×3.4/2=66.86kN

截面按倒L形计算，bf，取值：

①按梁跨计算：3600/6=600mm

②按翼缘宽度计算：300+5×100=800mm

所以bf，=600 mm h0=400-35=365 mm

=1.0×16.7×600×120×（365-120/2）

=366.73＞M 属于第一类T形截面

αs=M/(α1fcbf，h02)=62.65×106/16.7/600/3652=0.046

ξ=1-(1-2αs)1/2=0.047

As=ξ1fcbf，h0/fy=0.047×1.0×16.7×600×365/300=572.98mm2

选用：220（As=628mm2）

ρ=628/(300×365)=0.57%>ρmin=0.2%，

斜截面受剪承载力计算：

0.25βcfcbh0=0.25×1.0×16.7×300×365=457.16kN >62.65kN

故截面满足要求

0.7ftbh0=0.7×1.57×300×365=120.34kN>62.65kN

可按构造配筋，选用2Ф10@150配置箍筋

则： nAsv=2×78.5=157mm2

ρ=nAsv/(bs)=157/(300×150)=0.35% 0.24ft/fy=0.24×1.57/300=0.12%

ρ＞0.24ft/fy

满足要求。

9 楼板设计

以标准层楼板设计为例

9.1设计参数

楼板采用C35混凝土，板厚100mm，满足构造要求。

l02/l01=7200/3600=2<3，按双向板设计，采用分离式配筋。

计算跨度：内跨：l0=lc-b

边跨：l0=ln+h/2

9.1.1楼板平面布置图如下

图9.1楼板平面布置图

9.1.2荷载统计与计算

表9.1楼板荷载计算

1-4楼面：恒载设计值：1.2×3.82=4.584KN/m2

活载设计值：1.4×2.5=3.5 KN/m2

荷载总设计值：P=8.084KN/m2

5层屋面：恒载设计值：1.2×529=6.348KN/m2

活载设计值：1.4×0.5=0.7KN/m2

荷载总设计值：P=7.048KN/m2

9.2按塑性绞线法理论计算

9.2.1弯矩计算

n=

，

MX=loymx

My=loxmy=αloxmx

==loymx,=βloymx

== loxmy,=βloxmy=βαloxmx

my=αmx

mx,=mx,,=βmx

my=my,,=βmy

2MX+2My++++=

表9.2 1-4层楼面板弯矩计算表

计算跨度：

A区隔板：lox=2.4-0.3=2.1m

loy=7.2-0.3=6.9m

B区隔板：lox=2.4-0.3=2.1m

loy=7.2-0.12-0.3/2+0.1/2=6.98m

C区隔板：lox=3.6-0.3/2-0.25/2=3.325m

loy=7.2-012-0.3/2+0.1/2=6.98m

D区隔板：lox=3.6+0.025-0.25/2=3.5m

loy=7.2-0.12-0.3/2+0.1/2=6.98m

表9.3 屋面板弯矩计算表

9.2.2配筋计算

受拉钢筋的截面积按公式As=m/(rsh0fy），其中rs取0.9。对于四边都与梁整结的板，中间跨的跨中截面及中间支座处截面，其弯矩设计值减小20%。

钢筋的配置：符合内力计算的假定，全板均匀布置。

板的截面有效高度：短边方向：h0=h-20

长边方向：h0=h-30

表9.4 1-4层楼面板配筋计算表

表9.5 屋面板配筋计算表

10 基础设计

10.1设计资料

工程地质条件：拟建场地总体地形较平坦，属非自重湿陷性黄土场地，地基湿陷等级为Ⅰ级（轻微）。勘察期间场地内地下水稳定水位埋深-7.61～-6.18m，地下水位年变幅在1.0～2.0m。拟建场地范围内没有发现地裂缝及其它不良地质作用。地基承载力标准值为180kPa 。

混凝土采用C35,纵筋采用HRB400，取钢筋保护层厚度40mm。

10.2基础截面确定

10.2.1基础梁高

柱下条形基础的肋梁高度一般为柱距的1/8～1/4,h=(1/8～1/4)×7200=900～1800,取h=1200mm。梁宽b=650+50+50=750mm。基础埋深1.2+0.6=1.8m。

10.2.2翼板厚度

按构造要求，翼板厚度为250mm,采用等厚翼板。

10.2.3基础长度

选定基础梁从左边轴线外伸长度为边跨跨间距的0.25～0.30

a1=7.2×（0.25～0.3）=1.8m～2.16m,取a1=1.8m

为了使荷载合力通过基底形心则基础梁必须伸出D轴以外

a２=a1=1.8m则基础梁长L=2×(1.8+6.6)+3.0=19.8m

如此处理荷载重心与基底形心重合。

图10.1 基础示意图

10.2.4基础的底面宽度

查表可知ηb=0.3, ηd=1.6，地基承载力深度修正：

fa=fak+ηbγ(b-3)+ηdγm(d-0.5) fa=180+0.3×20×(3-3)+1.6×20×(1.8-0.5)=221.6kN/m

b=∑FK/[l(fa-rGd)]=(1930.56+2217.45)×2/[20.4×(221.6-20×1.8)]=1.96m

取b=2.0m

10.3基础梁内力计算

基底反力：

P1=∑FK/l=(1930.56+2217.45)×2/20.4=406.67kN/m

M=(675.77+674.85)×2=2701.24KN·m

Pj= P1+6M/L2=406.67+6×2701.24/20.42=445.62KN/m

采用倒梁法计算，用弯距分配法计算基础弯距。

固端弯距计算

边跨固端弯距为MAB=PjL12 /12=445.62×7.22/12=1925.08kN·m

中跨固端弯距为MBC=PjL22 /12=445.62×2.42/12=219.90kN·m

A截面(左)伸出弯距=PjL02/2=445.62×1.82/2=721.90kN·m

表10.1 刚度值计算

分配系数为：µB左=µC右=0.45/(0.45+1.35)=0.25 µB右=µC左=1-0.25=0.75

表10.2 弯矩分配表

基础剪力计算

A截面左边的剪力为：VAl=Pjl0=445.62×1.8=802.12kN

取OB段为隔离体，计算A截面的支座反力：