光州新区第一中学教学楼建筑结构设计-某六层框架教学楼建筑图结构图计算书任务书平米左右【可提供完整设计图纸】

'襄樊学院土木工程系毕业设计第85页某教学楼框架结构设计专业：土木工程姓名：学号：指导教师： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页内容摘要本设计主要进行了结构方案中横向框架2、3、7、8轴框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了层间荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自振周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力，找出最不利的一组或几组内力组合。选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。关键词：框架结构设计抗震设计 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页AbstractThepurposeofthedesignistodotheanti-seismicdesigninthelongitudinalframesofaxis2、3、7、8.Whenthedirectionsoftheframesisdetermined,firstlytheweightofeachflooriscalculated.Thenthevibratecycleiscalculatedbyutilizingthepeak-displacementmethod,thenmakingtheamountofthehorizontalseismicforcecanbegotbywayofthebottom-shearforcemethod.Theseismicforcecanbeassignedaccordingtotheshearingstiffnessoftheframesofthedifferentaxis.Thentheinternalforce(bendingmoment,shearingforceandaxialforce)inthestructureunderthehorizontalloadscanbeeasilycalculated.Afterthedeterminationoftheinternalforceunderthedeadandliveloads,thecombinationofinternalforcecanbemadebyusingtheExcelsoftware,whosepurposeistofindoneorseveralsetsofthemostadverseinternalforceofthewalllimbsandthecoterminousgirders,whichwillbethebasisofprotractingthereinforcingdrawingsofthecomponents.Thedesignofthestairsisalsobeapproachedbycalculatingtheinternalforceandreinforcingsuchcomponentsaslandingslab,stepboardandlandinggirderwhoseshopdrawingsarecompletedintheend.Keywords:frames,structuraldesign,anti-seismicdesign 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页目录第一章：工程概况………………………………………………………………11.1建筑地点、建筑类型、建筑介绍、门窗使用、地质条件……………11.2框架结构承重方案的选择………………………………………………21.3框架结构的计算简图……………………………………………………21.4梁、柱截面尺寸的初步确定……………………………………………3第二章：框架侧移刚度的计算…………………………………………………42.1横梁、纵梁、柱线刚度的计算…………………………………………42.2各层横向侧移刚度计算…………………………………………………52.3各层纵向侧移刚度计算…………………………………………………6第三章：重力荷载代表值的计算………………………………………………73.1资料准备…………………………………………………………………73.2重力荷载代表值的计算…………………………………………………8第四章：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算…………………94.1横向自振周期的计算……………………………………………………94.2水平地震作用及楼层地震剪力的计算…………………………………104.3多遇水平地震作用下的位移验算………………………………………114.4水平地震作用下框架内力计算…………………………………………12第五章：风荷载作用下框架结构的内力和侧移计算…………………………135.1风荷载标准值……………………………………………………………135.2风荷载作用下的水平位移验算…………………………………………145.3风荷载作用下框架结构内力计算………………………………………15第六章：竖向荷载作用下框架结构的内力计算………………………………166.1计算单元的选择确定……………………………………………………166.2荷载计算…………………………………………………………………176.3内力计算…………………………………………………………………186.4梁端剪力和柱轴力的计算……………………………………………196.5横向框架内力组合……………………………………………………20 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页6.6框架柱的内力组合……………………………………………………216.7柱端弯矩设计值的调整…………………………………………………226.8柱端剪力组合和设计值的调整…………………………………………23第七章：截面设计……………………………………………………………247.1框架梁……………………………………………………………………247.2框架柱…………………………………………………………………257.3框架梁柱节点核芯区截面抗震验算……………………………………26第八章：楼板设计………………………………………………………………278.1楼板类型及设计方法的选择……………………………………………278.2设计参数…………………………………………………………………288.3弯矩计算…………………………………………………………………298.4截面设计…………………………………………………………………30第九章：楼梯设计………………………………………………………………319.1设计参数…………………………………………………………………319.2楼梯板计算………………………………………………………………329.3平台板计算………………………………………………………………339.4平台梁计算………………………………………………………………34第十章：基础设计………………………………………………………………3510.1设计资料………………………………………………………………3510.2基础截面确定…………………………………………………………3610.3基础梁内力计算………………………………………………………37结论………………………………………………………………………………38致谢………………………………………………………………………………39参考资料…………………………………………………………………………40 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页第一章：工程概况1.1建筑地点：光州新区建筑类型：六层中学教学楼，框架填充墙结构。建筑介绍：建筑面积约3600平方米，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用240mm厚的混凝土空心小砌块。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为三类近震场地，设防烈度为7度。1.2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连系梁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，本教学楼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，柱网布置见建筑平面图。1.3框架结构的计算简图： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页图1-11.4梁、柱截面尺寸的初步确定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案纵向框架梁h=（1/12~1/8）×5000=416~625mm,取h=500mm，截面宽度b=(1/3~1/2)×500=160~250mm,取b=250mm，可得纵梁的截面初步定为b×h=250mm*500mm。横向框架梁h=(1/12~1/8)*8260=688~1032mm,取h=700mm,截面宽度b=(1/3~1/2)*700=233~350mm,取b=250,可得横梁的截面初步定为b×h=250mm*700mm2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：（1）柱组合的轴压力设计值N=βFgEn注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。F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14KN/m2。n为验算截面以上的楼层层数。（2）Ac≥N/uNfc注：uN为框架柱轴压比限值，本方案为二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.8。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm2。3、计算过程：对于柱：N=βFgEn=1.3×25.92×14×6=2830.464（KN）Ac≥N/uNfc=2830.464×103/0.8/14.3=227418.18（mm2）取400mm×600mm梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）C25250×500250×700表1-1柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h1C30400×6002-6C25表1-2 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页第二部分：框架侧移刚度的计算2.1横梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）AB跨3.0×104250×7005.40×10982602.25×10103.38×10104.50×1010BC跨3.0×104250×4501.33×10924001.67×10102.50×10103.34×1010表2-1纵梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）⑤⑥跨3.0×104400×6005.4×10924003.86×10105.79×10107.71×1010其它跨3.0×104400×6005.4×10982602.25×10103.38×10104.50×1010 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页表2-2柱线刚度ic的计算：I=bh3/12层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）148503.0×104400×6002.001×101012.77×10102--639003.0×104400×6001.448×101012.40×1010表2-32.2各层横向侧移刚度计算：(D值法)柱的侧移刚度D计算公式：其中为柱侧移刚度修正系数，为梁柱线刚度比，不同情况下，、取值不同。对于一般层：对于底层：由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：层次123456顶∑Di（N/mm）92381072953076260076260076260076260066364表2-4∑D1/∑D2=923810/729530>0.7，故该框架为规则框架。2.3各层纵向侧移刚度计算：同理，纵向框架层间侧移刚度为：层次123456顶层∑Di（N/mm）1035634935623942398942398942398942398103102 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页表2-5∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故该框架为规则框架。第三章：重力荷载代表值的计算3.1资料准备：查《荷载规范》可取：①、屋面永久荷载标准值（上人）30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/m2三毡四油防水层0.4KN/m220厚矿渣水泥找平层14.5×0.02=0.29KN/m2150厚水泥蛭石保温层5×0.15=0.75KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2（二层9mm纸面石膏板、有厚50mm的岩棉板保温层）合计5.35KN/m2②、1-5层楼面：木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）0.7KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2合计3.95KN/m2③、屋面及楼面可变荷载标准值： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页上人屋面均布活荷载标准值2.0KN/m2楼面活荷载标准值2.0KN/m2屋面雪荷载标准值SK=urS0=1.0×0.2=0.2KN/m2（式中ur为屋面积雪分布系数）④、梁柱密度25KN/m2240mm厚的混凝土空心砌块5.5KN/m33.2重力荷载代表值的计算：1、第一层：（1）、梁、柱：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁8260250×700251.171729.25497.252400250×450250.1794.2538.25纵梁3000250×500251.172829.25819.005000250×400250.63415.7563.00表3-1类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3900400×600251.7643644.11587.6表3-2（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6500mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：0.24×6.5×3=4.68m3单跨重量：4.68×5.5=25.74KN数量：17 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页总重：25.74×17=437.58KNBC跨墙：墙厚240mm，计算长度1700mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：（1.7×3-1.5*2.4）×0.24=0.36m3单跨重量：0.36×5.5=1.98KN数量：2总重：1.98×2=3.96KN厕所横墙：墙厚240mm，计算长度7200-2400=4800mm，计算高度3600-120=3480mm。体积：0.24×4.8×3.48=4.009m3重量：4.009×5.5=22.0495KN横墙总重：437.58+3.96+22.0495=463.5895KN纵墙：①②跨外墙：单个体积：[（6.5×3.0）-（1.8×2.1×2）]×0.24=2.8656m3数量：12总重：2.8656×12×5.5=189.1296KN厕所外纵墙：体积：6.5×3.0-1.8×2.1=15.72m3总重：15.72×5.5=86.46KN楼梯间外纵墙：体积：3.5×3.0-1.8×2.1=6.72m3总重：6.72×5.5=36.96KN门卫外纵墙：体积：3.5×3.0-1.2×2.4=7.62m3总重：7.62×5.5=41.91KN内纵墙：单个体积：(6.5×3.0-1.2×2.4*2)×0.24=13.74m3单个重量：13.74×5.5=75.57KN数量：12总重：75.57×12=906.84KN厕所纵墙：单个体积：0.24×（3.6-0.12）×4.93=4.1175m3单个重量：4.1175×5.5=22.6463KN数量：2总重：22.6463×2=45.2926KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页正门纵墙：总重：（1.8×6.5-1.8×2.1）×0.24×5.5=10.4544KN纵墙总重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544=1317.0466KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：走廊窗户：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：26重量：1.8×2.1×0.4×26=39.312KN办公室窗户：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN总重：39.312+2.52=41.832KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2数量：26.25重量：1.2×2.4×0.15×26.25=11.34KN铁门：尺寸：6500mm×3000mm自重：0.4KN/m2数量：0.5重量：6.5×3*0.4×0.5=3.9KN总重：11.34+3.9=15.24KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：48.4416×13+117.4176+30.24=777.3984（m2）恒载：3.95×777.3984=3070.7237KN活载：2.0×777.3984=1554.7968KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页一层重力荷载代表值G1=G恒+0.5×G活=（497.25+38.25）×1.05+（819+63）×1.05+1587.6×1.05+463.5895+1317.0466+41.832+15.24+（3070.7237+1554.7968）×0.5=9618.5836KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。2、第二层：（1）、梁、柱横梁：AB跨：300mm×600mm29.25KN×18根=526.5KNBC跨：250mm×400mm4.25KN×9根=38.25KN纵梁：819+63=882KN柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3900400×600251.5213638.0251368.9表3-3（2）、内外填充墙重的计算：横墙总重：463.5895KN纵墙：比较第二层纵墙与第一层的区别有：大厅：一层有铁门二层有内墙。比较异同后，可得第二层纵墙总重为：1317.0466+（3.0×6.55-2×1.8×2.1）×0.24×5.5-3.9+（1.5×6.55-1.5×1.2）×0.24×5.5+（1.5×3.55-1.5×1.2）×0.24×5.5=1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.653 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=1344.3514KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：第一类：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：29重量：1.8×2.1×0.4×29=43.848KN第二类：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN总重：43.848+2.52=46.368KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2数量：27.25重量：1.2×2.4×0.15×27.25=11.772KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：777.3984+11.16×6.96=855.072（m2）恒载：3.95×855.072=3377.5344KN活载：2.0×855.072=1710.144KN二层重力荷载代表值为G2=G恒+0.5×G活=（526.5+38.25）×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+463.5895+1344.3514+46.368+11.772+（3377.5344+1710.144）×0.5=9910.1918KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页三到五重力荷载代表值为：G3-5=9910.1918-10.593-4.653+（3.0×10.1-2×1.2×2.4）×0.24×5.5=9927.3386KN3、第六层重力荷载代表值的计算：横梁：526.5+38.25=564.75KN纵梁：882KN柱：计算高度：2100mm截面：650mm×650mm数量：36总重：0.65×0.65×2.1×25×36=798.525KN横墙：463.5895/2=231.7948KN纵墙：（1344.3514+32.3928-10.593-4.653）/2=680.7491KN窗重：46.368/2=23.184KN木门重：门高2400mm，计算高度为门的1500mm以上，故系数а=（2.4-1.5）/2.4=3/8则木门重：11.772×3/8=4.4145KN屋面恒载、活载计算：恒载：855.072×5.35=4574.6352KN活载：855.072×2.0=1710.144KN雪载：855.072×0.2=171.0144KN六层重力荷载代表值为G6=G恒+0.5×G活=（564.75+882+798.525）×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+4574.6352+（1710.144+171.0144）×0.5=9753.4748KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。5、顶端重力荷载代表值的计算：横梁：29.25×2=58.5KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页纵梁：15.75×2=31.5KN柱：38.025×4=152.1KN横墙：25.74×2=51.48KN纵墙：（3.0×3.55-1.2×2.4）×0.24×5.5+（3.0×3.55-1.8×2.1）×0.24×5.5=19.3248KN木门：1.2×2.4×0.15=0.432KN窗：1.8×2.1×0.4=1.512KN楼板恒载、活载计算：面积：4.2×7.2=30.24m2恒载：30.24×5.35=161.784KN活载：30.24×2.0=60.48KN雪载：30.24×0.2=6.048KN顶端重力荷载代表值为G顶=G恒+0.5×G活=58.5+31.5+51.48+19.3248+152.1+0.432+1.512+161.784+(60.48+6.048)×0.5=543.1608KN集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi的计算结果如下图所示： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页第四章：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算4.1横向自振周期的计算：横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即：Ge=543.1608×[1+3×3.6/（3.6×5+4.7）]=650.8153（KN）基本自振周期T1（s）可按下式计算：T1=1.7ψT（uT）1/2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0.6。uT按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑Dij 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页uT=∑（△u）k注：∑Dij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。s为同层内框架柱的总数。结构顶点的假想侧移计算过程见下表，其中第六层的Gi为G6和Ge之和。结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）610404.290110404.290176260013.641265.98959927.338620331.628776260026.661252.68549927.338630258.967376260039.679225.68539927.338640186.305976260052.696186.00629910.191850096.497772953068.670133.3119618.583659715.081392381064.64064.64表4-1T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.6×(0.265989)1/2=0.526(s)4.2水平地震作用及楼层地震剪力的计算：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，即：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85∑Gi=0.85×（9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+9753.4748+543.1608）=50666.3128（KN）2、计算水平地震影响系数а1查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.30s。查表得设防烈度为7度的аmax=0.08 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.3/0.526）0.9×0.08=0.09653、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=0.0965×50666.3128=4890.5658（KN）因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s30m；地面粗糙类别为C类；风振系数：βZ=1+Hi/H3ξγ/μZ层次123456Hi（第i层距离室外地面的高度）4.858.7512.6516.5520.4524.35表5-1H总=24.35mmB≈11.6mH/B≈2查表：脉动影响系数γ=0.59离地面高度（m）z4.858.7512.6516.5520.4524.35风压高度系数μZ0.500.630.730.810.870.93表5-2结构基本周期：T=（0.08～0.1）n.取T=0.9，ω0=0.36kN/m2ω0T2=0.3630.62=0.29查表得：脉动增大系数ξ=1.2725βZ=1+Hi/H3ξγ/μZz4.858.7512.6516.5520.4524.35βZ1.221.281.341.391.451.49表5-3查表得：风载体型系数：迎风面为1.0；背风面为-0.5∴μS=1.5ωk=βZμSμZω0∵结构高度H=26.75<30m,故取βZ=1.0,μS=1.3z4.858.7512.6516.5520.4524.35ωk0.330.440.530.610.680.75表5-4 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页转化为集中荷载（受荷面与计算单元同）其中，A为一榀框架各层节点的受风面积，取上层的一半和下层的一半之和，顶层取到女儿墙顶，底层只取到下层的一半。注意底层的计算高度应从室外地面开始取6层：FW9K=0.7533.63（1.2+2.9/2）=7.15KN5层：FW8K=3.632.930.68=7.09KN4层：FW7K=3.632.930.61=6.36KN3层：FW6K=3.632.930.53=5.53KN2层：FW5K=3.632.930.44=4.59KN1层：FW4K=3.630.333（2.9+4.2）42=4.21KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页第六章：竖向荷载作用下框架结构的内力计算（横向框架内力计算）6.1计算单元的选择确定：取③轴线横向框架进行计算，如下图所示：图6-1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。6.2荷载计算：1、恒载作用下柱的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页图6-2（1）、对于第6层，q1、q1，代表横梁自重，为均布荷载形式。q1=0.3×0.6×25=4.5KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分别为屋面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=5.35×3.6=19.26KN/mq2，=5.35×1.8=9.63KN/mP1、P2分别由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括主梁自重、连系梁自重、楼板重等重力荷载，计算如下：P1=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2]×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=132.95KNP2=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2+（2.7+3.6）×2×1.2/2]×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=173.39KN（2）、对于2-5层，包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载，其它荷载的计算方法同第6层。q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=3.95×3.6=14.22KN/mq2，=3.95×1.8=7.11KN/m外纵墙线密度[（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×2.1× 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页0.4]/7.2=2.99KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×25×7.2=130.28KNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.46×7.2+0.15×0.3×25×7.2=167.13KN（3）、对于第1层，柱子为400mm×600mm，其余数据同2-5层，则q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=3.95×3.6=14.22KN/mq2，=3.95×1.8=7.11KN/m外纵墙线密度[（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×2.1*0.4]/7.2=2.99KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×25×7.2=130.28KNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.46×7.2+0.2×0.4×25×7.2=167.13KN2、活载作用下柱的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页图6-3（1）、对于第6层，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56KNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68KNP3=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56KN同理，在屋面雪荷载的作用下：q2=0.2×3.6=0.72KN/mq2，=0.2×1.8=0.36KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×0.2=3.456KNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×0.2=4.968KN（2）、对于第2-5层，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56KNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68KN（3）、对于第1层，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68KN将计算结果汇总如下两表：横向框架恒载汇总表层次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）64.52.519.269.63132.95173.3923.2730.342-58.462.514.227.11130.28167.1322.8029.2518.462.514.227.11130.28167.1326.0633.43表6-1注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。3、恒荷载作用下梁的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：图6-4等效于均布荷载与梯形、三角形荷载的叠加。α=a/l=2.4/7.2=1/3（1）、对于第6层，-MAB=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3）=4.5×7.22/12+19.26×7.22×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12=32.83（KN*m）-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=2.5×2.42/12+5×9.63*2.42/96 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=4.09（KN·m）（2）、对于第1-5层，-MAB=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3）=8.46×7.22/12+14.22×7.22×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12=28.09（KN·m）-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=2.5×2.42/12+5×7.11×2.42/96=3.33（KN·m）4、活荷载作用下梁的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：图6-5-M对于第1-6层，-MAB=q2l21（1-2α2+α3）=7.2×7.22×[1-2×（1/3）2+（1/3）3]/12=5.62（KN·m）-MBC=5q2，l22/96=5×3.6×2.42/96=1.08（KN·m）6.3内力计算：梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，弯矩计算如下图所示：上柱下柱左梁右梁下柱上柱 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页0.7340.2660.4260.574-32.8336.9260.00618.2914.54-17.39-23.435.031.881.75-6.910.00-3.85-3.062.202.960.0019.47-19.4727.38-27.380.4220.4230.2540.270.3650.365-28.0931.4210.0610.067.98-10.22-13.82-13.8259.145.031.361.27-6.91-11.72-5.56-5.56-4.414.696.346.3413.649.52-23.1633.60-14.40-19.200.4220.4230.2540.270.3650.365-28.0931.424~310.0610.067.98-10.22-13.82-13.825.035.031.361.27-6.91-6.91-4.09-4.09-3.243.394.584.5810.9911.00-21.9932.30-16.15-16.150.4220.4230.2540.270.3650.365-28.0931.4210.0610.067.98-10.22-13.82-13.8225.036.031.361.27-4.45-6.91-4.45-4.45-3.532.723.683.6810.6311.64-22.2831.64-14.59-17.050.4180.4380.2520.3260.4390.235-28.0931.4212.056.439.61-12.35-16.62-8.9015.031.621.52-6.91 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页-2.85-1.52-2.271.762.371.2714.234.91-19.1428.80-14.26-14.54A′7.12B′表6-3图6-6上柱下柱左梁右梁下柱上柱0.4220.4230.2540.4260.574-5.626.93.132.49-2.82-3.801.010.240.22-1.21-0.70-0.550.420.573.44-3.444.44-4.44 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页0.4220.4230.2540.270.3650.365-5.626.92.012.011.60-1.79-2.42-2.421.571.010.160.15-1.21-1.90-0.98-0.98-0.780.801.081.082.602.04-4.645.78-2.55-3.240.4220.4230.2540.270.3650.365-5.626.92.012.011.60-1.79-2.42-2.421.011.010.160.15-1.21-1.21-0.78-0.78-0.620.610.830.832.242.24-4.485.60-2.80-2.800.4220.4230.2540.270.3650.365-5.626.92.012.011.60-1.79-2.42-2.421.01-1.210.160.15-0.78-1.210.010.020.010.500.670.673.030.82-3.855.48-2.52-2.950.4180.4380.2520.3260.4390.235-5.626.92.411.291.92-2.16-2.91-1.561.010.190.18-1.21-0.51-0.27-0.410.340.450.242.901.01-3.924.98-2.46-2.530.51AB-1.23表6-4 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页图6-76.4梁端剪力和柱轴力的计算：1、恒载作用下：例：第6层：荷载引起的剪力：VA=VB=（19.26×4.8+4.5×7.2）/2=62.42KN本方案中，弯矩引起的剪力很小，可忽略不计。A柱：N顶=132.95+62.42=195.37KN 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页柱重：0.65×0.65×3.6×25=38.02KNN底=N顶+38.02=233.39KNB柱：N顶=173.39+64.42+8.78=246.59KN恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力AB跨A柱B柱VA=VBN顶N底N顶N底662.42195.37233.39246.59284.61564.58428.25466.27523.59561.61464.58661.13699.15800.59838.61364.58894.01932.031077.591115.61264.581126.891164.911354.591392.61164.581359.771397.791631.591669.61表6-52、活载作用下：例：第6层：荷载引起的剪力：AB跨：VA=VB=7.2×4.8/2=17.28KNA柱：N顶=N底=34.56+17.28=51.84KNB柱：N顶=N底=49.68+17.28+2.16=69.12KN活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力AB跨A柱B柱VA=VBN顶=N底N顶=N底617.2851.8469.12517.28103.68138.24 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页417.28155.52207.36317.28207.36276.48217.28259.20345.60117.28311.04414.72表6-66.5框架梁的内力组合：1、结构抗震等级：根据《抗震规范》，本方案为二级抗震等级。2、框架梁内力组合：本方案考虑了三种内力组合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35SGk+1.0SQk及1.2SGE+1.3SEk。考虑到钢筋混凝土结构具有塑性内力重分布的性质，在竖向荷载下可以适当降低梁端弯矩，进行调幅（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。各层梁的内力组合和梁端剪力结果如下表：层次截面位置内力SGkSQkSEk(1)SEk(2)γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkγReMmaxV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]126AM-62.49-17.9885.00-85.0018.54-147.21-102.34-100.16-147.2192.09V62.4217.28-20.8220.8243.6584.25101.5599.10B左M-67.54-19.77-64.9164.91-132.97-6.40-110.95-108.73-132.97V64.4217.2820.82-20.8286.0545.45104.25101.50B右M-10.01-2.7548.17-48.1736.72-57.21-16.26-15.86-57.2187.33V8.782.16-40.1440.14-30.2648.0114.0113.56 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页5AM-68.50-19.94143.96-143.9669.74-210.98-112.42-110.12-210.98114.73V64.5817.28-37.8037.8029.04102.75104.46101.69B左M-69.62-20.48-128.19128.19-196.8653.11-114.47-112.22-196.86V64.5817.2837.80-37.80102.7529.04104.46101.69B右M-5.31-1.5895.15-95.1587.28-98.26-8.75-8.58-98.26142.26V7.272.16-79.2979.29-69.7984.8211.9711.754AM-67.27-19.58214.60-214.60139.88-278.59-110.39-108.14-278.59138.90V64.5817.28-56.5156.5110.80121.00104.46101.69B左M-68.96-20.30-192.28192.28-258.67116.27-113.40-111.17-258.67V64.5817.2856.51-56.51121.0010.80104.46101.69B右M-5.80-1.73142.72-142.72133.15-145.15-9.56-9.38-145.15206.57V7.272.16-118.92118.92-108.43123.4611.9711.753AM-67.27-19.58270.56-270.56194.44-333.15-110.39-108.14-333.15159.15V64.5817.28-72.7872.78-5.06136.86104.46101.69B左M-68.96-20.30-253.43253.43-318.29175.90-113.40-111.17-318.29V64.5817.2872.78-72.78136.86-5.06104.46101.69B右M-5.80-1.73188.10-188.10177.40-189.40-9.56-9.38-189.40267.26V7.272.16-156.75156.75-145.32160.3511.9711.752AM-67.17-19.55299.26-299.26222.53-361.03-110.23-107.97-361.03168.07V64.5817.28-79.1979.19-11.31143.11104.46101.69 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页B左M-68.86-20.29-270.91270.91-335.24193.03-113.25-111.04-335.24V64.5817.2879.19-79.19143.11-11.31104.46101.69B右M-5.87-1.73201.08-201.08189.99-202.11-9.65-9.47-202.11284.69V7.272.16-167.57167.57-155.87170.9011.9711.751AM-65.86-19.19347.06-347.06270.47-406.29-108.10-105.90-406.29182.70V64.5817.28-90.4890.48-22.32154.12104.46101.69B左M-68.15-19.98-304.42304.42-367.14226.48-111.98-109.75-367.14V64.5817.2890.48-90.48154.12-22.32104.46101.69B右M-6.23-1.91225.95-225.95213.83-226.77-10.32-10.15-226.77318.50V7.272.16-188.29188.29-176.07191.1011.9711.75表6-73、跨间最大弯矩的计算：以第一层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。（1）均布和梯形荷载下，如下图：VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2若VA-（2q1+q2）al/2≤0，说明x≤al，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/（2al）=0将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/（6al） 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页若VA-（2q1+q2）al/2>0，说明x>al，则x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VA≤0，则Mmax=MA第1层AB跨梁：梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38KN/m左震：MA=270.47/0.75=360.63KN·mMB=-367.14/0.75=-489.52KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=-（360.63+489.52）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=-30.22KN<0则Mmax发生在左支座，Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）=375.72KN·mγReMmax=0.75×375.72=281.79KN·m右震：MA=-406.29/0.75=-541.72KN·mMB=226.48/0.75=301.97KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=（541.72+301.97）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=205.03KN由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4mx=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38）=5.73mMmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-541.72+205.03×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）2/2 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页+21.38×2.4×（5.73-2.4/3）/2=241.98KN·mγREMmax=0.75×241.98=181.48KN·m其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：跨间最大弯矩计算结果表层次123456跨ABABABABABABMmax281.79234.07206.00151.4481.5129.26表6-84、梁端剪力的调整：抗震设计中，二级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第6层，AB跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×4.5=5.4KN/mq2=1.2×（19.26+0.5×7.2）=27.43KN/mVGb=5.4×7.2/2+27.43×4.8/2=85.27KNln=7.2-0.65=6.55m左震：Mlb=18.54/0.75=24.72KN·mMrb=-132.97/0.75=-177.29KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/6.55+85.27]=91.71KN右震：Mlb=147.21/0.75=196.28KN·m 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页Mrb=6.4/0.75=8.53KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/6.55+85.27]=92.09KN（2）、对于第1-5层，AB跨：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38KN/mVGb=10.15×7.2/2+21.38×4.8/2=87.85KN剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。6.6框架柱的内力组合：取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：横向框架A柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGkSQkSEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M58.8416.43-85.0085.00-22.53143.2295.8693.61143.22-22.5295.86N195.3751.84-20.8220.82178.86219.46315.59307.02219.46178.86315.59柱底M-36.41-10.9418.66-18.66-19.50-55.89-60.09-59.01-60.09-19.50-60.09N233.3951.84-20.8220.82213.08253.68366.92352.64366.92213.08366.925柱顶M26.427.94-125.30125.30-94.82149.5243.6142.82149.52-94.8243.61N428.25103.68-58.6258.62374.93489.24681.82659.05489.24374.93681.82 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页柱底M-30.65-9.2161.72-61.7228.45-91.91-50.59-49.67-91.9128.45-50.59N466.27103.68-58.6258.62409.14523.45733.14704.68523.45409.14733.144柱顶M30.659.21-152.88152.88-117.3180.7950.5949.67180.79-117.3350.59N661.13155.52-115.13115.13552.75777.251048.051011.1777.25552.751048.05柱底M-30.65-9.21101.92-101.9267.64-131.10-50.59-49.67-131.1067.64-50.59N699.15155.52-115.13115.13586.97811.471099.371056.7811.47586.971099.373柱顶M30.659.21-168.64168.64-132.7196.1550.5949.67196.15-132.7050.59N894.01207.36-187.91187.91714.711081.131414.271363.11081.13714.711414.27柱底M-31.00-9.31137.98-137.98102.44-166.62-51.16-50.23-166.62102.44-51.16N932.03207.36-187.91187.91748.931115.351465.601408.71115.35748.931465.602柱顶M30.169.08-161.28161.28-126.0188.4849.8048.90188.48-126.0249.80N1126.9259.20-267.10267.10870.421391.261780.501715.21391.26870.421780.50柱底M-34.58-10.48197.12-197.12156.35-228.03-57.16-56.17-228.03156.35-57.16N1164.9259.20-267.10267.10904.641425.481831.831760.81425.48904.641831.83 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页1柱顶M21.686.59-149.94149.94-123.7168.6735.8635.24168.67-123.7135.86N1359.8311.04-357.58357.581015.11712.402146.732067.21712.401015.122146.73柱底M-10.84-3.30405.39-405.39384.01-406.50-17.93-17.63-406.50384.01-17.93N1397.8311.04-357.58357.581049.31746.622198.062112.81746.621049.342198.06表6-9横向框架B柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGkSQkSEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M-41.56-11.57-113.08113.08-152.8667.64-67.68-66.07-152.86-152.86-67.68N246.5969.12-19.3219.32234.20271.87402.02392.68234.20234.20402.02柱底M28.537.8248.46-48.4676.44-18.0546.3445.1876.4476.4446.34N284.6169.12-19.3219.32268.42306.09453.34438.30268.42268.42453.345柱顶M-22.61-6.13-174.88174.88-193.62147.40-36.65-35.71-193.62-193.62-36.65N523.59138.24-60.8160.81474.15592.73845.09821.84474.15474.15845.09柱底M24.866.77116.59-116.59139.10-88.2540.3339.31139.10139.1040.33 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页N561.61138.24-60.8160.81508.37626.95896.41867.47508.37508.37896.414柱顶M-24.86-6.77-218.41218.41-238.37187.53-40.33-39.31-238.37-238.37-40.33N800.59207.36-132.22132.22684.93942.761288.161251.0684.93684.931288.16柱底M24.866.77178.70-178.70199.65-148.8140.3339.31199.65199.6540.33N838.61207.36-123.22123.22727.92968.201339.481296.6727.92727.921339.483柱顶M-24.86-6.77-262.83262.83-281.68230.84-40.33-39.31-281.68-281.68-40.33N1077.6276.48-207.19207.19892.241296.261731.231680.2892.24892.241731.23柱底M25.206.80215.04-215.04235.40-183.9240.8239.76235.40235.4040.82N1115.6276.48-207.19207.19926.451330.481782.551725.8926.45926.451782.552柱顶M-24.31-6.72-256.95256.95-275.43225.62-39.54-38.58-275.43-275.43-39.54N1354.6345.60-295.57295.571086.471662.832174.302109.41086.471086.472174.30柱底M26.877.63301.64-301.64321.72-266.4843.9042.93321.72321.7243.90N1392.6345.60-295.57295.571120.691697.052225.622155.01120.691120.692225.621柱顶M-17.10-5.01-228.73228.73-240.66205.37-28.10-27.53-240.66-240.66-28.10 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页N1631.6414.72-393.38393.381271.512038.602617.372538.51271.511271.512617.37柱底M8.552.50424.79-424.79422.99-405.3514.0413.76422.99422.9914.04N1669.6414.72-393.38393.381305.732072.822668.692584.11305.731305.732668.69表6-10第七章：截面设计7.1框架梁：以第1层AB跨框架梁的计算为例。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=281.79KN·m支座A：Mmax=406.29KN·m支座Bl：Mmax=367.14KN·m 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页调整后剪力：V=182.70KN2、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=8.26/3=2.75m=2750mm，梁内纵向钢筋选二级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=700-35=665mm，因为fcmbf，hf，（h0-hf，/2）=13.4×2750×120×（665-120/2）=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）=281.79×106/13.4/2750/6652=0.027ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027As=ξfcmbf，h0/fy=0.027×13.4×2750×665/310=1582.58mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742mm2。ρ=1742/300/665=1.0%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2750/665<0.35，符合二级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742mm2，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） 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=[406.29×106-310×1742×(665-35)]/13.4/300/5652=0.199ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224可近似取As=M/fy/(h0-a,)=406.29×106/310/（665-35）=2472.86mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=367.14×106/310/（665-35）=2234.57mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。ρ=2724/300/565=1.6%>ρmin=0.3%，又As，/As=1742/2724=0.64>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=665mmhw/b=665/300=1.88<4,属厚腹梁。0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×665=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=0.07×14.3×300×665=169669.5N182700N 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页ρsv=nAsv1/bs=2*50.3/100/300=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。配筋图如下图所示：图7-1其它梁的配筋计算见下表：层次截面M（KN·m）ξ计算As，（mm2）实配As，（mm2）计算As（mm2）实配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A406.29<02472.864Ф25、2Ф22(2724)0.642.6加密区双肢Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Bl367.14<02234.574Ф25、2Ф22(2724)AB跨间281.790.101582.582Ф25、2Ф22(1742)支座Br226.77<02209.415Ф25(2454)0.804.8加密区四肢Ф8@80 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页非加密区四肢Ф8@100BC跨间214.910.051931.364Ф25(1964)2支座A361.03<02197.365Ф25(2454)0.622.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl335.24<02108.445Ф25(2454)AB跨间234.070.091400.714Ф22(1520)支座Br202.110.311975.665Ф23(2077)0.874.3加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间191.000.051724.414Ф25(1964)3支座A333.15<02027.695Ф23(2077)0.602.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl318.29<01937.265Ф23(2077)AB跨间206.000.081162.123Ф22(1140)支座Br189.400.231851.395Ф22(1900)0.843.80加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间178.400.041590.364Ф25(1964)4支座A278.59<01695.604Ф24(1808)0.541.6加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl258.67<01574.364Ф24(1808)AB跨间151.440.07891.012Ф25(982) 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页支座Br145.150.161418.843Ф25(1473)0.853.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间134.150.031211.714Ф20(1256)5支座A210.98<01284.133Ф25(1473)0.351.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl196.86<01198.173Ф25(1473)AB跨间81.510.05479.982Ф18(509)支座Br98.260.03960.485Ф16(1005)1.132.4加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间88.200.03795.183Ф22(1140)6支座A147.21<0895.985Ф16(1005)0.310.8加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl132.97<0809.305Ф16(1005)AB跨间29.260.04170.092Ф14(308)支座Br57.210.07559.243Ф16(603)0.761.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间38.430.01340.793Ф14(461)表7-17.2框架柱：1、柱截面尺寸验算： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页根据《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。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，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱660056014.3190.9690.36489.233.46>20.086<0.8560056014.3199.36107.31697.933.05>20.123<0.8460056014.3266.52169.191081.962.58>20.191<0.8360056014.3288.83185.121487.132.56>20.262<0.8260056014.3320.25203.031900.642.59>20.335<0.8160056014.3677.49257.192328.833.99>20.353<0.8B柱660056014.3203.81101.91357.893.28>20.063<0.8560056014.3258.16147.88677.832.86>20.120<0.8460056014.3317.83194.68970.562.68>20.171<0.8360056014.3429.88268.481235.272.62>20.218<0.8260056014.3468.15299.351494.252.56>20.264<0.8 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页160056014.3704.99303.091740.973.52>20.264<0.8表7-2例：第1层A柱：柱截面宽度：b=600mm柱截面有效高度：h0=600-40=560mm混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）柱端剪力计算值：Vc=192.89/0.75=257.19KN柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83KN剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103/257.19/660=3.99>2轴压比：N/fcmbh0=2328.83*103/14.3/700/660=0.353<0.82、柱正截面承载力计算：先以第1层A柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12KN·m，N=1746.62KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=508.12×106/(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=4700/700=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+6.712×660/1400/314.25 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=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+700/2-40=645.62mm对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/700/660=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)×14.3×700×6602]/310/(660-40)=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=4700/700=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+6.712×660/1400/31.49=1.674ηei=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+700/2-40 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=362.71mmξ=（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=0.544×14.3×700×660=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%×700×700=980mm2选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/700/660=0.82%>0.8%3、柱斜截面受剪承载力计算：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=3.99>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=0.3×14.3×7002/103=2102.1KN故取N=1746.62KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×700×660/(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Ф10@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=78.5×650×8/100/650/650=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。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，柱的配筋图如下图所示：图7-2其它各层柱的配筋计算见下表：柱A柱层次123截面尺寸400×600400×600400×600组合一二一二一二M（KN·m）508.12-17.93240.1957.16216.6251.16N（KN）1746.622198.061425.481831.831115.351465.60V（KN）192.89152.27138.84e0（mm）290.928.16168.5031.20194.2234.91ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.73.63.63.63.6ei（mm）314.2531.49190.1752.87215.8956.58l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0681.6741.0701.2531.0621.236 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页e（mm）645.62362.71488.48351.25514.28354.93ξ0.2640.2510.197计算As=As’（mm2）668.41980.00<0845.00<0845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150表7-3柱A柱层次456截面尺寸400×600400×600400×600组合一二一二一二M（KN·m）199.8950.59149.5250.59143.2260.09N（KN）811.471099.37489.24733.14219.46366.92V（KN）126.8980.4867.77e0（mm）246.3346.02305.6269.00652.60163.77ea（mm）21.6721.6721.6721.6721.6721.67l0（m）3.63.63.63.63.63.6ei（mm）268.0067.69327.2990.67674.27185.44l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.1981.0411.1471.0201.072 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页e（mm）566.40366.09625.71389.00972.76483.79ξ0.1430.0860.0390.065计算As=As’（mm2）2.21845.00121.49845.00459.67<0实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大大配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150表7-4柱B柱层次123截面尺寸400×600400×600400×600组合一二一二一二M（KN·m）528.7414.04351.1143.90322.4140.82N（KN）1305.732668.691120.692225.62926.451782.55V（KN）227.32224.51201.36e0（mm）404.945.26313.3019.72348.0022.90ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.73.63.63.63.6ei（mm）428.2728.59334.9741.39369.6744.57l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.7421.0401.3231.0361.300e（mm）759.68359.80633.37339.76667.99342.94 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页ξ0.1980.1980.163计算As=As’（mm2）1093.34980.00525.14845.00571.83845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150表7-5柱B柱层次456截面尺寸400×600400×600400×600组合一二一二一二M（KN·m）238.3740.33193.6240.33152.8646.34N（KN）684.931339.48474.15896.41234.20453.34V（KN）146.01110.9176.43e0（mm）348.0230.11408.3544.99652.69102.22ea（mm）21.6721.6721.6721.6721.6721.67l0（m）3.63.63.63.63.63.6ei（mm）369.6951.78430.0266.66674.36123.89l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0361.2581.0311.2011.0201.108e（mm）668.00350.14728.35365.06972.85422.27ξ0.1210.0840.041 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页计算As=As’（mm2）364.20845.00379.29845.00503.36845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150表7-67.3架梁柱节点核芯区截面抗震验算：以第1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=(600+400)/2=500mmhb0=(565+365)/2=465mm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，即Hc=0.54×3.6+0.65×4.7=5.0mΣMb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ΣMb=（367.14+226.77）/0.75=791.88KN·m可知，剪力设计值Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)=1.2×791.88×103×[1-（465-35）/（5000-500）]/（465-35）=1998.67KN节点核芯区截面的抗震验算是按箍筋和混凝土共同抗剪考虑的，设计时，应首先按下式对截面的剪压比予以控制：Vij≤0.30ηjfcmbjhj/γRE注：ηj为正交梁的约束影响系数，楼板为现浇，梁柱中心重合，可取1.5。bj、hj分别为核芯区截面有效验算宽度、高度。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页为验算方向柱截面宽度。bj=bc=400mm,hj=600mm可知，0.30ηjfcmbjhj=0.30×1.5×14.3×400×600/0.75=4204200N≥Vj=1998670N，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注：N取第2层柱底轴力N=1120.69KN和0.5fcmA=0.5×14.3×7002=3503.5KN二者中的较小值，故取N=1120.69KN。该节点区配箍为4Ф10@100，则[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE=[1.1×1.5×1.5×700×700+0.05×1.5×1120.69×103+210×4×78.5×（465-35）/100]/0.75=2107125N≥Vj=1998670N故承载力满足要求。其它框架梁柱节点核芯区截面抗震验算见下表：层次123节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点hb（mm）600500600500600500hb0（mm）565465565465565465Hc（m）5.4153.63.63.063.24ΣMb（KN·m）541.72791.88481.37716.47444.2676.92Vj（KN）1078.731998.67958.561808.3885.051707.73bj=bc（mm）700700650650650650hj（mm）7007006506506506500.30ηjfcmbjhj/γRE（KN）4204.24204.23625.13625.13625.13625.1配箍4Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@100 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE（KN）2137.62107.11971.81864.91941.41845.1结论合格合格合格合格合格合格表7-7层次456节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点hb（mm）600500600500600500hb0（mm）565465565465565465Hc（m）2.633.061.842.522.592.52ΣMb（KN·m）371.45538.43281.31393.49196.28253.57Vj（KN）740.11358.35560.49992.69391.08639.7bj=bc（mm）650650650650650650hj（mm）6506506506506506500.30ηjfcmbjhj/γRE（KN）3625.13625.13625.13625.13625.13625.1配箍4Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@1004Ф8@100[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE（KN）1745.21687.31729.51663.31714.81659.9结论合格合格合格合格合格合格表7-8 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页第八章：楼板设计8.1楼板类型及设计方法的选择：对于楼板，根据塑性理论，l02/l01<3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01<2，故属于双向板。设计时按塑性铰线法设计。8.2设计参数： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页设计荷载：（1）、对于1-5层楼面，活载：q=1.3×2.0=2.6KN/m2恒载：g=1.2×3.95=4.74KN/m2q+g=4.74+2.6=7.34KN/m2（2）、对于6层屋面，活载：q=1.3×（2.0+0.2）=2.86KN/m2恒载：g=1.2×5.35=6.42KN/m2q+g=2.86+6.42=9.28KN/m21、计算跨度：（1）、内跨：l0=lc-b（lc为轴线长、b为梁宽）（2）、边跨：l0=lc-250+50-b/22、楼板采用C30混凝土，板中钢筋采用I级钢筋，板厚选用120mm，h/l01=120/3600=1/30≥1/50，符合构造要求。8.3弯矩计算：首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。取m2=аm1,а=1/n2=1/4=0.25（其中n为长短跨比值）取β1，=β1，，=β2，=β2，，=2，然后利用下式进行连续运算：2M1u+2M2u+M1u，+M1u，，+M2u，+M2u，，=Pul012（3l02-l01）/12对于1-5层楼面，A区板格：l01=lc-250+50-b/2=3600-250+50-300/2=3250mml02=lc-250+50-b/2=7200-250+50-300/2=6850mmM1=m1（l02-l01/2）+m1l01/4=m1（6.85-3.25/2）+3.25m1/4 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=6.04m1M2=m2l01/2+m2l01/4=3.25m2/2+3.25m2/4=2.44m2=2.44*0.25m1=0.61m1M1，=M1，，=-2m1l02=-2m1×6.85=-13.7m1（支座总弯矩取绝对值计算）M2，=M2，，=-2m2l01=-2m2×3.25=-6.5m2=-1.62m1将以上数据代入公式2M1u+2M2u+M1u，+M1u，，+M2u，+M2u，，=Pul012（3l02-l01）/12得2×6.04m1+2×0.61m1+2×13.7m1+2×1.62m1=7.34×3.252×（3×6.85-3.25）/1243.94m1=111.77KN.mm1=2.54KN·mm2=0.25*2.54=0.64KN·mm1，=0，m1，，=（-2）*1.40=-2.80KN·m（和E的M1，，相等）m2，=0，m2，，=（-2）*0.82=-1.64KN·m（和F的M2，，相等）对其它区格板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得计算结果列于下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（1-5层楼面）区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.886.85M16.04m15.89m16.42m13.42m16.37m16.02m1M20.61m10.72m10.39m10.39m10.38m10.62m1M1，-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M1，，-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M2，-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1M2，，-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1m12.543.411.161.031.112.61m20.640.850.290.260.280.65 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页m1，00-2.32-2.06-2.22-2.32M1，，-2.22-2.06-2.32-2.06-2.220M2，0-1.70-0.58-0.520-1.30m2，，-1.30-1.70-0.58-0.52-0.58-1.30表8-1同理，对6层屋面，有下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（6层屋面）区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.886.85M16.04m15.89m16.42m13.42m16.37m16.02m1M20.61m10.72m10.39m10.39m10.38m10.62m1M1，-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M1，，-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M2，-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1M2，，-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1m13.214.311.471.301.403.30m20.811.070.370.330.350.82m1，00-2.94-2.60-2.80-2.94M1，，-2.80-2.60-2.94-2.60-2.800M2，0-2.14-0.74-0.660-1.64m2，，-1.64-2.14-0.74-0.66-0.74-1.64表8-28.4截面设计：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。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页以第1层A区格l1方向为例，截面有效高度h01=h-20=120-20=100mmAs=m/（rsh0fy）=2.54×106/0.9/210/100=134.39mm2配筋φ6@200，实有As=28.3×1000/200=141.5mm2对于1-5层楼面，各区格板的截面计算与配筋见下表：按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格l1方向1002.54134.396φ@200141.50l2方向900.6437.626φ@25094.33B区格l1方向1003.41180.426φ@150188.67l2方向900.8549.976φ@25094.33C区格l1方向1001.16*0.849.106φ@25094.33l2方向900.29*0.813.646φ@25094.33D区格l1方向1001.03*0.843.60φ6@25094.33l2方向900.26*0.812.23φ6@25094.33E区格l1方向1001.1158.73φ6@25094.33l2方向900.2816.46φ6@25094.33F区格l1方向1002.61138.10φ6@200141.50l2方向900.6538.21φ6@25094.33支座A-E100-2.22117.46φ6@200141.50A-F100-1.3068.78φ6@25094.33E-F100-2.32122.75φ6@200141.50F-F100-1.3068.78φ6@25094.33C-F100-2.32122.75φ6@200141.50B-F100-1.7089.95φ6@25094.33C-D100-0.5830.69φ6@25094.33 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页B-D100-2.06109.00φ6@250113.20C-C100-0.5830.69φ6@25094.33C-E100-0.5830.69φ6@25094.33表8-3同理，对于6层屋面，各区格板的截面计算与配筋见下表：按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格l1方向1003.21169.84φ6@150188.67l2方向900.8147.62φ6@25094.33B区格l1方向1004.31228.04φ6@100283.00l2方向901.0762.90φ6@25094.33C区格l1方向1001.47*0.862.22φ6@25094.33l2方向900.37*0.817.40φ6@25094.33D区格l1方向1001.30*0.855.03φ6@25094.33l2方向900.33*0.815.52φ6@25094.33E区格l1方向1001.4074.07φ6@25094.33l2方向903.35196.94φ6@100283.00F区格l1方向1003.30174.60φ6@150188.67l2方向900.8248.21φ6@25094.33支座A-E100-2.80148.15φ6@150188.67A-F100-1.6486.77φ6@25094.33E-F100-2.94155.56φ6@150188.67F-F100-1.6486.77φ6@25094.33C-F100-2.94155.56φ6@150188.67B-F100-2.14113.23φ6@200141.50C-D100-0.7439.15φ6@25094.33 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页B-D100-2.60137.57φ6@200141.50C-C100-0.7439.15φ6@25094.33C-E100-0.7439.15φ6@25094.33表8-4第九章：楼梯设计9.1设计参数：1、楼梯结构平面布置图： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页图9-11、层高3.9m，踏步尺寸150mm×280mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m2。9.2楼梯板计算：板倾斜度tgα=150/280=0.54cosα=0.88设板厚h=120mm，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）恒载水磨石面层（0.28+0.15）×0.65/0.28=0.98三角形踏步0.28×0.15×25/2/0.28=1.88斜板0.12×25/0.88=3.36板底抹灰0.02×17/0.88=0.38小计6.6活荷载2.0表9-1荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=6.6×1.2+2.0×1.4=10.72KN/m 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页1、截面设计：板水平计算跨度ln=3.36m弯矩设计值M=pln2/10=10.72×3.362/10=11.67KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=11.67×106/11/1000/1002=0.106rs=0.947As=M/（rsfyh0）=11.67×106/0.947/210/100=586.82mm2选Φ10@110,实有As=714mm2分布筋Φ8，每级踏步下一根。9.3平台板计算：设平台板厚h=120mm，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）恒载水磨石面层0.65120厚混凝土板0.12×25=3.00板底抹灰0.02×17=0.34小计3.99活荷载2.0表9-2荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=3.99×1.2+1.4×2.0=7.60KN/m2、截面设计： 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页板的计算跨度l0=2.1-0.2/2+0.12/2=2.06m弯矩设计值M=pl02/10=7.60×2.062/10=3.22KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=3.22×106/11/1000/1002=0.029rs=0.985As=M/（rsfyh0）=3.22×106/0.985/210/100=155.67mm2选Φ6@140,实有As=202mm2分布筋Φ6，每级踏步下一根。9.4平台梁计算：设平台梁截面b=200mmh=350mm1、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0.2×（0.35-0.07）×25=1.4梁侧粉刷0.02×（0.35-0.07）×2×17=0.19平台板传来2.74×1.8/2=2.88梯段板传来6.4×3.36/2=10.89小计15.36活荷载2.0×（3.36/2+1.8/2）=5.4表9-3荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=15.36×1.2+5.4×1.4=25.99KN/m2、截面设计：计算跨度l0=1.05ln=1.05*（4.2-0.24）=4.16m内力设计值M=pl02/8=25.99×4.162/8=56.22KN·m 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页V=pln/2=25.99×（4.2-0.24）/2=51.46KN截面按倒L形计算，bf，=b+5hf，=200+5×70=550mmh0=350-35=315mm经计算属第一类T形截面。αs=M/（fcmbh02）=56.22×106/11/550/3152=0.094rs=0.953As=M/（rsfyh0）=56.22×106/0.953/210/315=891.8mm2选3Φ20,实有As=941mm2斜截面受剪承载力计算,配置箍筋Φ6@200,则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×10×200×315+1.5×210×2×28.3×315/200=72180N>51460N满足要求。第十部分：基础设计 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页扩展基础系指柱下钢筋混凝土独立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独立基础。按受力性能，柱下独立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基础梁截面尺寸的选取h=l/20~l/25=5000/20~5000/25取b=l/35~l/25=5000/35~5000/25取10.2荷载选用本设计为高度24.35m的6层教学楼。《建筑抗震设计规范》规定：不超过层且高度在以下的一般民用框架房屋可不进行天然地基及基础的抗震承载力验算。对内力进行标准值的组合,选出最不利的基础顶面内力,选出竖向荷载与风荷载组合所得的最大轴力及其对应的剪力和弯矩,作为最不利的荷载,而且与是出现在同一种组合中.即取右风情况下的内力：基础梁顶的机制砖墙砌到室内地面标高处,机制砖墙高为,其上砌块高，窗间墙高，长,窗边墙高，长。砌块重机制砖重基础梁重则基础梁传来的荷载10.3基础截面计算按《建筑地基基础设计规范》要求,当采用独立基础或条形基础时，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,基础高度,先计算边柱,则 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页基础埋深混凝土采用钢筋采用根据地质情况,选粘土层为持力层,地基承载力特征值当基础宽度大于或埋置深度大于时,应按下式修正式中，-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,及均小于的粘性土，分别取和。-基础地面宽度，当按取，按取。-基础地面以上土的加权平均重度，取。-基础底面以下土的重度，取。先按计算,地基承载力修正，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倍先估算。则考虑到偏心荷载作用下应力分布不均匀，将增加，则取因为，故不必再对进行修正。其中-基础底面到室内地面与到室外地面的距离的平均值。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页10.4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①②因为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：①②受冲切承载力的截面高度影响系数。当时,取1.0。当时,取0.9。在该例中,,用插入法,取。-冲切破坏锥体最不利一侧的计算长度，。-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，。 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页-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，则-冲切验算取用的部分基底面积。故冲切验算满足要求。10.5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。第一组荷载第二组荷载第一组荷载计算配筋则控制截面的弯距为 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页-截面1-1至基底边缘最大反力处的距离,则=选取，。选取，。第二组荷载计算配筋 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页=选取，。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。结论 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页经过四年基础与专业知识的学习，培养了我独立做建筑结构设计的基本能力。在老师的指导和同学的帮助下，我成功地完成了这次的设计课题——某教学楼的框架结构设计。毕业设计是对四年专业知识的一次综合应用、扩充和深化，也是对我们理论运用于实际设计的一次锻炼。通过毕业设计，我不仅温习了以前在课堂上学习的专业知识，同时我也得到了老师和同学的帮助，学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。特别值得一提的是，我深深的认识到作为一个结构工程师，应该具备一种严谨的设计态度，本着建筑以人为本的思想，力求做到实用、经济、美观；在设计一幢建筑物的过程中，应该严格按照建筑规范的要求，同时也要考虑各个工种的协调和合作，特别是结构和建筑的交流，结构设计和施工的协调。这就要求一个结构工程师应该具备灵活的一面，不仅要抓住建筑结构设计的主要矛盾，同时也要全面地考虑一些细节和局部的设计。在毕业设计的过程中，我深深地认识到各种建筑规范和规定是建筑设计的灵魂，一定要好好把握。在以后的学习和工作中，要不断加强对建筑规范的学习和体会，有了这个根本，我们就不会犯工程上的低级错误，同时我们在处理工程问题时就有了更大的灵活性。大学毕业后，我将在新的学校开始自己新的学习和生活，但毕业设计这段时间是我四年的大学生活最充实得一段时间，我也初步掌握了建筑结构设计的基础知识。在研究生阶段，我将更加对基础知识的学习，继续扎实的学习土木工程的专业知识，争取早日成为一名优秀的结构工程师。在此再次感谢在这次毕业设计中支持和帮助我的老师和同学。致谢这次我的毕业设计在吴刚老师的悉心指导下，顺利地完成了，在此我对指导老师表示深深的感谢。同时在设计过程当中系里的 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页老师的给了我很大的帮助，我对他们表示谢意。吴老师有着丰富的理论知识、严谨的治学态度。他对我进行的毕业设计指导，使我感觉到收益良多，我逐渐的形成了一个工程师所必需具有的严谨的态度。老师们孜孜不倦的教诲，在我的心中留下了很深的印记，老师们在教授课程的同时，还要时刻关心我的毕业设计工作，每天都来给我解决问题，有时会讲到很晚，我感觉到老师对我的毕业设计工作十分的关心，我非常地感谢他们。一项工程设计的独立完成，对于我来说是很不容易的，没有老师的帮助，我很难成功。经过这一次毕业设计，我感觉到，以前对实际工程的认识，仅仅局限在书本上的知识，而到了毕业设计，需要每个人独立思考，去完成一项完整的设计，而这一转变就需要老师的指点，这样可以达到很好的实际效果。经过这次毕业设计，我把这几年所学习的专业知识融会贯通，建立了一个体系，通过老师的帮助，在毕业设计中，不断的完善这个体系，最后转变为自己的知识，我觉得这就是毕业设计的意义。大学毕业后，我将开始自己新的学习和生活，但毕业设计这段时间是我四年的大学生活最充实得一段时间，我也初步掌握了建筑结构设计的基础知识。在毕业之后，我会更加的努力，为国家的建设工作贡献自己的力量，为学校争取荣誉。在此再次感谢在这次毕业设计中支持和帮助我的老师和同学。参考资料1.《建筑结构抗震设计》，东南大学编著、清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998 襄樊学院土木工程系毕业设计第85页2.《混凝土结构》上册，第二版，天津大学、同济大学、东南大学主编，清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，19983.《房屋建筑学》，第三版，同济大学、西安建筑科技大学、东南大学、重庆建筑大学编，北京：中国建筑工业出版社，19974.《建筑类专业外语》之建筑工程，第三册，王翰邦、刘文瑛主编，北京：中国建筑工业出版社，19975.《建筑工程制图》，第三版，同济大学建筑制图教研室，陈文斌、章金良主编，上海：同济大学出版社，19966.《结构力学》上册，第四版，湖南大学结构力学教研室编，北京：高等教育出版社，19987.《土木工程专业英语》，段兵廷主编，武汉：武汉工业大学出版社，20018.《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》，沈蒲生、苏三庆主编，北京：中国建筑工业出版社，2000、69.《土木工程专业毕业设计指导》，梁兴文、史庆轩主编，北京：科学出版社，200210.《建筑结构荷载规范》，02—1—10发布，02—3—1实施中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，200211.《混凝土结构设计规范》，02—2—20发布，02—4—1实施，中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002'