框架填充墙结构毕业设计

'框架填充墙结构毕业设计1工程概况1.1、建筑概况：建筑地点：长沙市建筑类型：七层办公楼，框架填充墙结构。建筑介绍：每层建筑面积1175.91m2，总建筑面积为8231.37m2.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，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。门窗使用：大门采用钢门，其它为木门，窗为铝合金窗。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类，设防烈度为7度。1.2、层高与柱网：本办公楼一层层高为4.2m，其它层层高为3.3m,柱网如图所示：平面柱网布置图83 1.3、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。根据以上柱网的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公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。1.4框架结构的计算简图：框架结构的计算简图横向成框架组成的空间结构83 1.5、梁、柱截面尺寸的初步确定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/10至1/18。本方案AB跨和DE跨取1/11×6600=600mm，截面宽度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*600.BC跨和CD跨取1/11×5100=463mm，梁的截面初步定为b×h=300*500.2、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12KN/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，本方案为三级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.9.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：对于边柱：N=βFgEn=1.1×1.3×22.275×12×7=2675.673（KN）Ac≥N/uNfc=2675.673×103/0.9/14.3=207900（mm2）取600mm×600mm对于内柱：N=βFgEn=1.1×1.25×39.49×12×7=3976（KN）83 Ac≥N/uNfc=3976*103/0.9/14.3=308942（mm2）取600mm×600mm梁截面尺寸（mm）Thedimensionofbeamsection混凝土等级横梁（b×h）AB跨、DE跨BC跨、CD跨C30300×600300×500混凝土等级纵梁（b×h）①②跨、③④跨、④⑤跨②③跨C30300×600300×400柱截面尺寸（mm）Thedimensionofcolumnsection层次混凝土等级b×h1-7C30600×6002框架侧移刚度的计算2.1横梁、纵梁、柱线刚度的计算横梁线刚度ia的计算：Thecalculationtableofbeamlinearrigidityia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DE跨3.0×104300×6005.40×10966002.45×10103.68×10104.9×101083 BC跨CD跨3.0×104300×5003.13×10951001.84×10102.76×10103.68×1010纵梁线刚度ib的计算：Thecalculationtableofbeamlinearrigidityib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）①②跨④⑤跨3.0×104300×6005.4×10963003.687×10103.86×10105.14×1010③④跨3.0×104300×6005.4×10972002.25×10104.9×10103.68×1010②③跨3.0×104300×4001.6×10942001.14×10101.7×10102.29×1010柱线刚度ic的计算：I=bh3/12Thecalculationtableofcolumnlinearrigidityic层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）142003.0×104600×6001.08×10107.7×10102--733003.0×104600×6001.08×10109.80×10102.2各层横向侧移刚度计算(D值法)1、底层①A-1、A-9、E-1、E-9（4根）K=0.478αc=(0.5+K)/(2+K)=0.395Di1=αc×12×ic/h283 =0.395×12×7.7×1010/42002=20675②A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、E-2、E-3、E-4、E-5、E-6、E-7E-8(14根)K=4.9/7.7=0.636αc=(0.5+K)/(2+K)=0.431Di2=αc×12×ic/h2=0.431×12×17.7×1010/42002=22576③B-2、B-3、B-4、B-5、B-6、B-7、B-8、D-2、D-3、D-4、D-5、D-6、D-7、D-8（14根）K=（3.68+4.9）/7.7=1.1αc=(0.5+K)/(2+K)=0.516Di3=αc×12×ic/h2=0.516×12×7.7×1010/42002=27028.6④C-2、C-3、C-4、C-5、C-6、C-7、C-8（7根）K=（3.68+3.68）/7.7=0.956αc=(0.5+K)/(2+K)=0.493Di4=αc×12×ic/h2=0.493×12×7.7×1010/42002=25803⑤B-1、B-9、D-1、D-9（4根）83 K=（3.68+2.76）/7.7=0.836αc=(0.5+K)/(2+K)=0.47Di5=αc×12×ic/h2=0.47×12×7.7×1010/42002=24619⑥C-1、C-9（2根）K=3.68+2.76/7.7=0.717αc=(0.5+K)/(2+K)=0.448Di6=αc×12×ic/h2=0.448×12×7.7×1010/42002=23466.6∑D1=20674.76×4+22576×14+27028.6×14+25802.86×7+24619×4+23466×2=1103195.662、第二层至七层：①A-1、A-9、E-1、E-9（4根）K=3.68×2/（9.8×2）=0.3755αc=K/(2+K)=0.158Di1=αc×12×ic/h2=0.158×12×9.8×1010/33002=17062.2②A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、E-2、E-3、E-4、E-5、E-6、E-7E-8(14根）K=4.9×2/（9.8×2）=0.5αc=K/(2+K)=0.2Di2=αc×12×ic/h283 =0.2×12×9.8×1010/33002=21597.8③B-2、B-3、B-4、B-5、B-6、B-7、B-8、D-2、D-3、D-4、D-5、D-6、D-7D-8（14根）K=0.8755αc=（0.5+K）/(2+K)=0.3Di3=αc×12×ic/h2=0.3×12×9.8×1010/33002=32396.7④C-2、C-3、C-4、C-5、C-6、C-7、C-8（7根）K=（3.68*4）/（9.8*2）=0.75αc=K/(2+K)=0.273Di4=αc×12×ic/h2=0.273×12×9.8×1010/33002=29480⑤B-1、B-9、D-1、D-9（4根）K=（3.68+2.76）×2/（9.8×2）=0.657αc=K/(2+K)=0.247Di5=αc×12×ic/h2=0.247×12×9.8×1010/33002=26673⑥C-1、C-9（2根）K=2.76×4/（9.8×2）=0.56αc=K/(2+K)=0.219Di6=αc×12×ic/h283 =0.219*12*9.8*1010/33002=23649.6∑D2=17062×4+21597.8×14+32396.7×14+29480×7+26673×4+23649.6×2=1184523.7∑D1/∑D2=0.931>0.7故该框架为规则框架。3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高分子改性沥青0.05KN/m220厚矿渣水泥找平层14.5×0.02=0.29KN/m2100厚的焦渣找坡层10×0.1=1KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2合计5KN/m2②、1-6层楼面：30厚的水泥砂浆16×0.03=0.7120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.020厚的1：2水泥砂浆结合层20×0.02=3.0合计3.88KN/m283 ③、屋面及楼面可变荷载标准值：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=1.0×0.45=0.45KN/m2④、梁柱密度25KN/m2蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m33．2、重力荷载代表值的计算：梁重力荷载代表值：Thestandardvalueofgravityloadsofbeam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6000300×600251.192229.25654.54500300×500250.7652219.125420.75纵梁5700300×600251.1342028.355673600300×400250.5041012.61266600300×600251.2961032.4324柱重力荷载代表值Thestandardvalueofgravityloadsofcolumn83 层次计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）13600600×600251．5124537．817012-72700600×600251．1884529．71336．5（2）、内外填充墙重的计算：第一层：横墙：DE跨：边墙。墙厚300mm，单侧体积：（1.05+1.7）*2*0.3*(4.2-0.6)=5.94单侧重量：5.94×5.5=32.67KN数量：4总重：32.67×4=130.68KNDE跨内横墙：墙厚240mm总体积：58.618总重：58.618×5.5=322.4KNCD跨：边墙单侧体积:4.51总体积：9.02总重:49.61KNCD跨：内横墙：单侧体积：7.326总体积：14.652总重:80.59KNBC跨：边墙单侧体积:4.5183 总体积：9.02总重:49.61KNBC跨：内横墙:总体积：6.66总重:36.63KNAB跨：边墙:单侧体积：（1.05+1.7）*2*0.3*(4.2-0.6)=5.94单侧重量：5.94×5.5=32.67KN数量：4总重：32.67×4=130.68KNAB跨：内横墙:单侧体积：15总体积:30总重：165KN纵墙：DE跨：总重：142.945KNCD跨：单侧体积：2.13总体积:8.53总重：46.68KNBC跨：单侧体积：8.99总体积:17.98总重：98.89KNBA跨：单侧体积：12.8983 总体积:25.78总重：141.97KN卫生隔墙：单侧体积：2.79总体积:5.58总重：30.69所以，底层填充墙总重：∑G墙=130.68+322.4+49.61+80.59+49.61+36.63+130.68+165+142.945+46.86+98.89+141.71+30.69=1426.375KN底层剪力墙总体积：3.0912*2*3.7=22.88底层剪力墙总重：22.88*25=572KN2-7层剪力墙总体积：3.0912*2*2.8=17.312-7层剪力墙总重:17.31*25=432.75KN2-7层填充墙:横墙：DE跨：边墙。墙厚300mm，单侧体积：4.455总体积：8.91总重：49KNDE跨内横墙：墙厚240mm总体积：43.96总重：43.96×5.5=241.78KNCD跨：边墙单侧体积:3.41总体积：6.82总重:37.51KN83 CD跨：内横墙：总体积：11.088总重:60.98KNBC跨：边墙单侧体积:3.41总体积：6.82总重:37.51KNBC跨：内横墙:总重:55.825KNAB跨：边墙:单侧体积：4.455总体积：8.91总重：49KNAB跨：内横墙:总体积:31.1总重：171.05KN纵墙：DE跨：总重：65.45KNCD跨：单侧体积：1.6总体积:3.2总重：17.6KNBC跨：单侧体积：13.62总体积:27.24总重：149.82KN83 BA跨：单侧体积：7.173总体积:14.346总重：78.9卫生隔墙：单侧体积：2.19总重：24.09所以，2-7层填充墙总重：∑G墙=1038.515KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）底层：C1：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：8重量：1.8×2.1×0.4×8=12.1KNC2：1800mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：12重量：1.8×1.8×0.4×12=15.55KNC3：1500mm×900mm自重：0.4KN/m2数量：4重量：1.5×0.9×0.4×4=2.16KNC4：1200mm×1500mm自重：0.4KN/m2数量：6重量：1.2×1.5×0.4×6=4.32KNC5：2100mm×1800mm83 自重：0.4KN/m2数量：4重量：1.8×2.1×0.4×4=6.05KN所以，底层∑G窗=40.18KN2-7层：C1：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：8重量：1.8×2.1×0.4×8=12.1KNC2：1800mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：16重量：1.8×1.8×0.4×16=20。74KNC3：1500mm×900mm自重：0.4KN/m2数量：4重量：1.5×0.9×0.4×4=2.16KNC4：1200mm×1500mm自重：0.4KN/m2数量：6重量：1.2×1.5×0.4×6=4.32KNC5：2100mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：4重量：1.8×2.1×0.4×4=6.05KN所以，2-7层∑G窗=45.37KN83 （4）、门重计算：底层：M-1尺寸：1500mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：4重量：1.5×2.1×0.15×4=1.89KNM-2：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.8×2.1×0.15×2=1.134KNM-3：尺寸：1000mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：4重量：1×2.1×0.15×4=1.26KNM-4：尺寸:900mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：2重量：0.9×2.1×0.15×14=0.567KNM-5：尺寸：700mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：14重量：0.7×2.1×0.15×14=3.087KNM-6：尺寸：900mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：2重量：0.9×2.1×0.15×2=0.567KN83 M-7：尺寸：3600mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：2重量：3.6×2.1×0.15×2=2.268KNM-8：尺寸：2700mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：2重量：2.7×2.1×0.15×2=1.7KNM-9：尺寸：3600mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：3.6×2.1×0.4×2=6.048KNM-10：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：2重量：1.8×2.1×0.15×2=1.134KN所以，底层∑G门=19.655KN2-7层:M-14个1.89KNM-24个2.27KNM-310个3.15KNM-42个0.567KNM-514个3.087KNM-62个0.567KN所以，2-7层∑G门=11.529KN83 （5）、楼板恒载、活载计算：1-6层:面积：1175.67-22.08+4.9*4.2*2=1194.03（m2）恒载：3.88×1194.03=4632.8KN活载：2.0×1194.03+4.9*4.2*2*2.5=2327.76KN顶层屋面板恒载.活载计算:面积：1175.67女儿墙:高1100mm,厚240mm雪荷载:0.45*1175.67=529.05KN恒载：5*1175.67+206.184+1000=7084.5KN活载：1175.67*2+529.05=2880.39KN所以,一层恒荷载总重量∑G柱+∑G梁+∑G墙+∑G板+∑G剪+∑G门+∑G窗=1.05*(1701+1075.25+1426.375)+4632.8+572+19.655+40.18=9677.39KN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。2-6层恒荷载总重量∑G柱+∑G梁+∑G墙+∑G板+∑G剪+∑G门+∑G窗=1.05*(1336.5+1075.25+1038.515)+4632.8+432.75+11.529+45.37=8745.23KN顶层恒荷载总重量∑G柱+∑G梁+∑G墙+∑G板+∑G剪+∑G门+∑G窗=1.05*(1336.5+1075.25+1038.515)+6084.5+432.75+11.529+45.37+1000=11196.9KN83 一层重力荷载代表值:G1=0.5*(G1恒+G2恒)+0.5*G活=(9677.39+8754.23)*0.5+0.5*2327.76=10375.19KN二--五层重力荷载代表值:G2-5=8745.23+0.5*2327.76=9909.11KN六层重力荷载代表值:G6=0.5*(8745.23+11196.9)+0.5*2880.39=11411.26KN七层重力荷载代表值:G7=(11196.9+2880.39)*0.5=7038.645KN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：83 4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。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0.7.uT按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑DijuT=∑（△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structuretopsimaginethesidetomovethecalculation层次Gi，KNVGi，KN∑Di，N/mm△ui，mmui，mm77038.6457038.6451184523.75.94229.53611411.2618449.9051184523.715.58223.5959909.1128359.0151184523.723.94208.0249909.1138268.1251184523.732.31184.0739909.1148177.2351184523.740.67151.7729909.1158086.3451184523.749.04111.1110375.1968461.5351103195.6662.0662.06T1=1.7ψT（uT）1/283 =1.7×0.7×(0.22953)1/2=0.57(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=58192.3（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=0.35s。查表得设防烈度为7度的аmax=0.04а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.35/0.57）0.9×1.0×0.04=0.0263、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=1513（KN）因1.4Tg=1.4×0.35=0.49s0，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=MA2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：83 VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4x可由下式解得：VA=q1x+x2q2/l可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l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147跨ABBCABBCABBCMmax249.71206.38173.84163.4865.2153.254、梁端剪力的调整：梁端剪力设计值应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第7层，AB跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.1×4.5=4.95KN/mq2=1.1×（33+0.5×10.2）=41.91KN/mVGb=4.95×6.6/2+41.91×10.2/2=230KNln=6.6-0.6=6m83 左震：Mlb=63.1/0.75=84.1KN·mMrb=82.8/0.75=110.4KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.85×[1.1×（84.1+110.4）/6+230]=125.8KN右震：Mlb=81.06/0.75=108.8KN·mMrb=75.08/0.75=100KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.85×[1.1×（108.8+100）/6+230]=128.04KNBC跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.1×3.75=4.125KN/mq2=1.1×（25.5+0.5×10.2）=33.66KN/mVGb=4.125×5.1/2+33.66×2.55/2=53.44KNln=5.1-0.6=4.5m左震：Mlb=31.64/0.75=42.19KN·mMrb=31.98/0.75=42.6KN·m83 V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.85×[1.1×（42.19+42.6）/4.5+53.44]=63KN右震：Mlb=41.68/0.75=55.57KN·mMrb=18.7/0.75=24.9KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.85×[1.1×(55.57+24.9)/4.5+53.44]=62.14KN（2）、对于第1-6层，AB跨：q1=1.1×8.86=9.75KN/mq2=1.1×（25.16+0.5×13.2）=34.9KN/mVGb=9.75×6.6/2+34.9×10.2/2=210.165KNln=6.6-0.6=6mBC跨：q1=1.1×3.75=4.125KN/mq2=1.1×（19.79+0.5×13.2）=29.03KN/mVGb=4.125×5.1/2+29.03×2.55/2=47.53KN剪力调整方法同上5.6、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：83 横向框架A柱弯矩和轴力组合horizontalframeApillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint层次位置内力SGkSQk　Sek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKNMM　→←|Mmax||Nmin||Nmax|7柱顶M66225-99608011111011160111N2046414-22213218340335340213-72柱底M-42-15-33-3-41-48-72-71-72-41-72N2346414-222442483803713802443806柱顶M2810　-191913554848551348N424129　-77491506702690506491702柱底M-34-12　10-10-30-53-58-58-58-30-58N484129　-775525677827617825527825柱顶M3412　-252513695858691358N645193　-1515740772106410447727401064柱底M-34-12　17-17-23-60-58-58-60-23-58N734193　-15158318631184115186383111844柱顶M3412　-2929973585873958N865257　-242498710411426139910419871426柱底M-34-12　23-23-15-67-58-58-67-15-58N984257　-2424110811621586154111621108158683 层次位置内力SGkSQkSek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKNMM→←|Mmax||Nmin||Nmax|3柱顶M3412-3030874585874858N1086322-36361232131117881753131112321788柱底M-34-1230-30-7-73-57-57-73-7-57N1234322-363613831463198819321463138319322柱顶M3512-292910756060751060N1306386-49491475158321502108158314752108柱底M-44-1536-36-13-92-74-73-92-13-74N1484386-494916571765239023221765165723901柱顶M237-2929-559383759-537N1527451-63631717185625112463185617172511柱底M-11-468-6862-89-19-19-8962-19N1743451-63631938207728032722207719382803横向框架B柱弯矩和轴力组合horizontalframeBpillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint83 位置内力SGkSQk　Sek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax||Nmin||Nmax|　→←NMM7柱顶M-45-14-3-1212-61-35-75-74-75-61-75N3041092500322323519518519322519柱底M34926-643295654564356N33310925003523535595535593535596柱顶M-30-7　-2727-63-5-47-46-63-63-46N567219　-22688693985988688688988柱底M328　18-1856175049565649N627219　-227497531065105974974910655柱顶M-32-8　-3535-742-50-49-74-74-49N831328　-551010102114511458101010101451柱底M328　28-286855049686850N920328　-5511011111157115641101110115714柱顶M-32-8　-4343-8411-50-49-84-84-49N1095438　-991331135019171927133113311927M328　35-3575-3504975755083 柱底N1214438　-991452147120772070145214522077层次位置内力SGkSQk　Sek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax||Nmin||Nmax|　→←NMM3柱顶M-328　-4545-7821-35-27-78-78-27N1359548　-13131652168023832398165216522398柱底M318　45-4585-145048858550N1508548　-131318031831258325761803180325762柱顶M-33-8　-4949-9117-52-50-91-91-50N1623657　-18181970201128482867197019702867柱底M4010　49-49100-9636110010063N1801657　-181821522193308930812152215230891柱顶M-20-5　-4141-6822-32-31-68-68-31N1887766　22229123403314333722912291333783 -22柱底M102　76-7696-731616969616N2103766　-22222512256036063597251225123606横向框架C柱弯矩和轴力组合horizontalframeCpillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint83 层次位置内力SGkSQk　Sek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax||Nmin||Nmax|　→←NMM7柱顶M-30-10-2-1111-44-19-51-50-51-44-51N198791800211211346348346211348柱底M16725-524122930292430N2287918002412413873843842413846柱顶M-6-5　-2424-3518-13-14-35-35-14N399158　00487487696699487487699柱底M106　16-1631-42021313121N458158　005485487767715485487715柱顶M-10-6　-3232-4921-20-21-49-49-21N599237　00732732104610517327321051柱底M1010　26-2644-122527444427N688237　008238231166115882382311664柱顶M-10-6　-3939-5730-20-21-57-57-20N800316　00977977139614029779771402柱底M106　32-3249-222021494921N919316　001098109815561544109810981544SGkSQk　Sek左Sek右γRE1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQK|Mmax||Nmin||Nmax|83 层次位置内力[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]　→←NMM3柱顶M-10-6　-4141-5931-20-21-59-59-21N1000395　001222122217451753122212221753柱底M116　41-4159-312021595921N1149395　0013731373194619311373137319312柱顶M-10-5　-4545-6236-19-19-62-62-19N1201474　001467146720952104146714672104柱底M73　45-4558-401313585813N1379474　0016481648233623181648164823361柱顶M-16-8　-3939-6323-29-30-63-63-29N1402552　001711171124452455171117112445柱底M84　73-7390-701515909015N1618552　0019321932273627151932193227365.7、柱端弯矩设计值的调整：1、A柱：第7层，按《抗震规范》，无需调整。83 第6层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=506.1×103/14.3/6002=0.098<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=690×103/14.3/6002=0.13<0.15，无需调整。第5层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=772.27×103/14.3/6002=0.15。可知，1--5层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆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。ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。ηc柱端弯矩增大系数，三级取1.1。横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整（相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）horizontalframeApillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint层次7654截面N顶N底N顶N底N顶N底N顶N底γRE（ΣMc=ηc111.471.6454.8950.4250.4250.4250.4250.4283 ΣMb）γREN339.76379.86506.1781.9772.3863.210411162层次321　　截面N顶N底N顶N底N顶N底　　γRE（ΣMc=ηcΣMb）50.4250.4250.4250.4263.6550　　γREN1311.31462.81583.21764.918562077　　2、B柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。经计算当轴力N=fcAc=0.15×14.3×6502/103=902.26KN时，方符合调整的条件，可知B柱调整如下：横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整horizontalframeBpillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint层次7654截面N顶N底N顶N底N顶N底N顶N底γRE（ΣMc=ηcΣMb）74.9855.6463.3455.8375.4275.475.4275.4γREN519.3559.31688.3748.91010110113311452层次321　　截面N顶N底N顶N底N顶N底　　γRE（ΣMc=ηcΣMb）75.4275.4275.4275.4287.8769.1　　γREN165218031970215222912512　　83 横向框架C柱柱端组合弯矩设计值的调整horizontalframeCpillarsbendthemomenttocombinewiththestalkdint层次7654截面N顶N底N顶N底N顶N底N顶N底γRE（ΣMc=ηcΣMb）50.829.335.531.4748.6448.6448.6448.64γREN346384487547.8732.1822.9976.91098层次321　　截面N顶N底N顶N底N顶N底　　γRE（ΣMc=ηcΣMb）48.648.648.648.6437.5429.94　　γREN122213731467164817111932　　5.8、柱端剪力组合和设计值的调整：例：第7层：恒载SGk=（M上+M下）/h=（-66.12-42.32）/3.3=-32.86活载SQk=（M上+M下）/h=（-22.18-14.51）/3.3=-11.12地震作用SEk=（M上+M下）/h=（9.21+2）/3.3=3.4调整：1.1×（111.4+71.64）/3.3=61.0183 横向框架A柱剪力组合与调整（KN）horizontalframeApillarsshearthedintcombination(KN)层次位置内力SGkSQkSekSek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKV→←7柱顶M-32.9-11.12.8-2.8-36.1-42.3-55.5-55.037.0柱底M　　　　　　　　　6柱顶M-18.9-6.75.8-5.8-16.3-29.1-32.2-32.033.8柱底M　　　　　　　　　5柱顶M-20.8-7.37.6-7.6-16.5-33.4-35.4-35.140.2柱底M　　　　　　　　　4柱顶M-20.8-7.38.7-8.7-15.3-34.5-35.4-35.145.0柱底M　　　　　　　　　3柱顶M-20.6-7.29.1-9.1-14.6-34.7-35.0-34.746.3柱底M　　　　　　　　　2柱顶M-24.1-8.28.9-8.9-18.9-38.6-40.7-40.354.1柱底M　　　　　　　　　1柱顶M-8.1-2.67.0-7.0-1.9-17.3-13.6-13.436.5柱底M　　　　　　　　　横向框架B柱剪力组合与调整（KN）层次位置内力SGkSQk　Sek左Sek右γRE[1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK]1.35SGK+SQK1.2SGK+1.4SQKV　→←7柱顶M24.17.0-35.6-5.634.422.039.638.851.866柱顶M18.74.4　13.4-13.436.16.529.628.532.085柱顶M19.24.6　19.1-19.143.00.930.529.536.454柱顶M19.24.6　23.7-23.748.1-4.230.529.539.633柱顶M19.00.1　27.2-27.249.5-10.625.822.941.8083 2柱顶M21.95.5　29.7-29.757.9-7.735.033.947.291柱顶M7.21.8　35.5-35.547.5　11.511.133.0683 6截面设计6.1、框架梁：以第1层AB跨,BC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：AB跨间：Mmax=249.71KN·mBC跨间：Mmax=206.38KN·m支座A：Mmax=103.33KN·m支座Bl：Mmax=92.25KN·m支座Cl：Mmax=52.83KN·m调整后剪力：V=154.84KN2、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=6.6/3=2.2m=2200mm，梁内纵向钢筋选HRB335钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=600-35=565mm，因为fcbf，hf，（h0-hf，/2）=14.3×2200×120×（565-120/2）=1906.48KN·m>294.71KN·m83 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/（fcbf，h02）=249.71×106/14.3/2200/5652=0.025ξ=1-（1-2αs）1/2=0.025As=ξfcbf，h0/fy=0.025×14.3×2200×565/310=1433.5mm2实配钢筋4Ф22，As=1520mm2。ρ=1520/300/565=0.9%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcbf，h0）=310×1520/14.3/2200/565<0.35，符合三级抗震设计要求。同理BC跨：αs=M/（fcbf，h02）=206.38×106/14.3/1700/4652=0.039ξ=1-（1-2αs）1/2=0.04As=ξfcbf，h0/fy=0.04×14.3×1700×465/310=1458.6mm2实配钢筋4Ф22，As=1520mm2。ρ=1520/300/565=0.9%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcbf，h0）=310×1520/14.3/1700/465<0.35，符合三级抗震设计要求。（2）、考虑三支座处：将下部跨间截面的4Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1520mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcbf，h02）=[103.33×106-310×1520×(565-35)]/14.3/300/56583 =-0.1<0可近似取As=M/fy/(h0-a,)=103.33×106/310/（565-35）=629mm2实配钢筋2Ф22，As=760mm2支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=92.95×106/310/（565-35）=566mm2实配钢筋2Ф22，As=760mm2。ρ=760/300/565=0.45%>ρmin=0.3%，又As，/As=0.6>0.3，满足梁的抗震构造要求。支座Cl上部：As=M/fy/(h0-a,)=52.83×106/310/（465-35）=396mm2实配钢筋2Ф18，As=509mm2。ρ=509/300/465=0.36%>ρmin=0.3%，又As，/As=0.33>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=565mmhw/b=565/300=1.88<4,属厚腹梁。0.25fcbh0=0.25×14.3×300×565=605962.5N>V=92250N可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：0.07fcbh0=0.07×14.3×300×565=169669.5N20.09<0.9A460056014.397.0847.331900.833.66>20.40<0.9　160056014.3118.8442.962769.044.94>20.58<0.9　760056014.399.9761.01692.402.93>20.14<0.9B460056014.3111.6346.622569.994.28>20.53<0.9　160056014.3127.5338.893349.035.86>20.70<0.9　760056014.367.6826.88515.374.50>20.11<0.9C460056014.375.9335.342074.573.84>20.43<0.9　160056014.3120.3951.163648.334.20>20.76<0.9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：fc=14.3N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。Mc=89.13/0.75=118.84（KN·m）柱端剪力计算值：Vc=42.96/0.85=50.54KN83 柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=2076.28/0.75=2769.04KN剪跨比：Mc/Vch0=118.84*103/50.54/560=4.2>2轴压比：N/fcmbh0=2769.04*103/14.3/600/560=0.576<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=102.5KN·m，N=2076.78KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=102.5×106/(2076.78×103)=49.35mm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600/30=20mm，故取ea=20mm。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=4.2m初始偏心矩：ei=e0+ea=49.35+20=69.35mm因为长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（2076.78×103）=1.24>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/(69.35*36)=183 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=1×205.92+600/2-40=465.92mm对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=2076.78×103/14.3/600/560=0.432<ξb=0.544为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcbh02]/fy,/(h0-as,)=[2076.78×103×465.92-0.432×(1-0.5×0.432)×14.3×600×5602]/310/(560-40)=349.31(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax=2803.8KN，M=-19KN·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=19×106/(2803.8×103)=6.78mm初始偏心矩：ei=e0+ea=6.78+20=26.78mm长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×6002/（2803.8×103）=0.9<1.0取ξ1=0.9又l0/h<15，取ξ2=1.083 得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560×0.9/1400/26.78=1.73ηei=1.73×26.78=46.33mm<0.3h0=0.3×560=168mm,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=46.33+600/2-40=306.33mmξ=（N-ξbfcbh0）/[(Ne-0.45fcbh02)/(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=2803.8KN<ξbfcbh0=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=720mm2选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/600/560=1.12%>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=36.5KN剪跨比λ=4.36>3，取λ=3λ=M/V/h0=89.13/36.5/0.56=4.36轴压比n=0.483 考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值N=1937.73KN>0.3fcbh=0.3×14.3×6002/103=1544.4KN故取N=1544.4KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×600×560/(3+1)+0.056×1544.4×103=140012.88N>36500N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=λvfc/fyv=0.09×14.3/210=0.6%柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×650×8/100/550/550=1.35%>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4Ф10@150各层柱的配筋选4Ф20（1256）箍筋选为加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@1506.3、框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+500)/2=550mmhb0=(565+465)/2=515mm83 三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=0.51×3.3+0.65×4.2=2.943mΣMb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=（92.25+50.4）/0.75=190.2KN·m可知，剪力设计值Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)=1.1×190.2×103×[1-（515-35）/（2943-550）]/（515-35）=342KN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。为验算方向柱截面宽度。bj=bc=600mm,hj=600mm可知，0.30ηjfcmbjhj=0.30×1.5×14.3×600×600/0.7583 =3088800N≥Vj=342000N，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=1764.93KN和0.5fcmA=0.5×14.3×6002=2574KN二者中的较小值，故取N=1764.93KN。该节点区配箍为4Ф10@100，则[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE=[1.1×1.5×1.5×600×600+0.05×1.5×1764.93×103+310×4×78.5×（515-35）/100]/0.75=1993958N≥Vj=34200N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均满足要求7楼梯设计7.1设计参数：1、楼梯结构平面布置图：83 1、层高3.3m，踏步尺寸150mm×300mm，采用混凝土强度等级C25，板钢筋采用HPB235，梁采用HRB335，楼梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m2。7.2楼梯板计算:板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894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（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98三角形踏步0.3×0.15×25/2/0.3=1.88斜板0.12×25/0.894=3.36板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小计6.6活荷载2.083 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/m1、截面设计：板水平计算跨度ln=3.72m弯矩设计值M=pln2/10=10.72×3.722/10=14.83KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=14.83×106/11.9/1000/1002=0.125rs=0.933As=M/（rsfyh0）=14.83×106/0.933/210/100=757mm2选Φ10@100,实有As=785mm2分布筋Φ8，每级踏步下一根。7.2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荷载分项系数rG=1.2rQ=1.483 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：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。7.3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2.74×2.1/2=2.88梯段板传来6.6×3.72/2=12.28小计16.75活荷载2.0×（3.72/2+2.1/2）=5.82荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=16.75×1.2+5.82×1.4=28.26KN/m83 2、截面设计：计算跨度l0=1.05ln=1.05*（5.82-0.24）=5.85m内力设计值M=pl02/8=28.26×5.8592/8=121.26KN·mV=pln/2=28.26×（5.82-0.24）/2=78.85KN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/（fcbh02）=121.26×106/11.9/550/3152=0.167rs=0.908As=M/（rsfyh0）=121.26×106/0.908/300/315=1413.19mm2选3Φ25,实有As=1473mm2斜截面受剪承载力计算，配置箍筋Φ6@200,则Vcs=0.07fcbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×11.9×200×315+1.5×300×2×28.3×315/200=108045N>78850N满足要求。8基础设计83 83 B-6:轴力N=2231kN剪力V=33.06kN弯矩M=95.65kN-m承载力设计值f=250kPa埋深D=1mft=1.7N/mm2ac=550mmbc=550mmh=600mm估算：11.64m2令n=l/b=1.2l=3514mmb=2928mm取：l=3600mmb=3000mm基底面积A=10.80m26.48E+09mm35.40E+09mm3226.6kPa≤f满足83 244.4kPa≤1.2f满足208.8kPa>0满足抗冲切验算：b>bc+2h0=1670mml>ac+2h0=1670mmpjmaxA1=550.4kN<0.6ftA2=634.0kN满足轴力N作用下：524.5kN-m400.4kN-mX向弯矩作用下：26.1kN-m83 MII=0kN-mY向弯矩作用下：MI=0kN-m0.0kN-m550.5kN-m400.4kN-mfy=300N/mm21214mm2/m实配d12@125,As=905mm2/m736mm2/m实配d10@200,As=393mm2/m83 抗侧向荷载的结构体系常用的结构体系若已测出荷载量达数千万磅重，那么在高层建筑设计中就没有多少可以进行极其复杂的构思余地了。确实，较好的高层建筑普遍具有构思简单、表现明晰的特点。这并不是说没有进行宏观构思的余地。实际上，正是因为有了这种宏观的构思，新奇的高层建筑体系才得以发展，可能更重要的是：几年以前才出现的一些新概念在今天的技术中已经变得平常了。如果忽略一些与建筑材料密切相关的概念不谈，高层建筑里最为常用的结构体系便可分为如下几类：1．抗弯矩框架。2．支撑框架，包括偏心支撑框架。3．剪力墙，包括钢板剪力墙。4．筒中框架。5．筒中筒结构。6．核心交互结构。7．框格体系或束筒体系。特别是由于最近趋向于更复杂的建筑形式，同时也需要增加刚度以抵抗几力和地震力，大多数高层建筑都具有由框架、支撑构架、剪力墙和相关体系相结合而构成的体系。而且，就较高的建筑物而言，大多数都是由交互式构件组成三维陈列。将这些构件结合起来的方法正是高层建筑设计方法的本质。其结合方式需要在考虑环境、功能和费用后再发展，以便提供促使建筑发展达到新高度的有效结构。这并不是说富于想象力的结构设计就能够创造出伟大建筑。正相反，有许多例优美的建筑仅得到结构工程师适当的支持就被创造出来了，然而，如果没有天赋甚厚的建筑师的创造力的指导，那么，得以发展的就只能是好的结构，并非是伟大的建筑。无论如何，要想创造出高层建筑真正非凡的设计，两者都需要最好的。83 虽然在文献中通常可以见到有关这七种体系的全面性讨论，但是在这里还值得进一步讨论。设计方法的本质贯穿于整个讨论。设计方法的本质贯穿于整个讨论中。抗弯矩框架抗弯矩框架也许是低，中高度的建筑中常用的体系，它具有线性水平构件和垂直构件在接头处基本刚接之特点。这种框架用作独立的体系，或者和其他体系结合起来使用，以便提供所需要水平荷载抵抗力。对于较高的高层建筑，可能会发现该本系不宜作为独立体系，这是因为在侧向力的作用下难以调动足够的刚度。我们可以利用STRESS，STRUDL或者其他大量合适的计算机程序进行结构分析。所谓的门架法分析或悬臂法分析在当今的技术中无一席之地，由于柱梁节点固有柔性，并且由于初步设计应该力求突出体系的弱点，所以在初析中使用框架的中心距尺寸设计是司空惯的。当然，在设计的后期阶段，实际地评价结点的变形很有必要。支撑框架支撑框架实际上刚度比抗弯矩框架强，在高层建筑中也得到更广泛的应用。这种体系以其结点处铰接或则接的线性水平构件、垂直构件和斜撑构件而具特色，它通常与其他体系共同用于较高的建筑，并且作为一种独立的体系用在低、中高度的建筑中。尤其引人关注的是，在强震区使用偏心支撑框架。此外，可以利用STRESS，STRUDL，或一系列二维或三维计算机分析程序中的任何一种进行结构分析。另外，初步分析中常用中心距尺寸。剪力墙剪力墙在加强结构体系刚性的发展过程中又前进了一步。该体系的特点是具有相当薄的，通常是（而不总是）混凝土的构件，这种构件既可提供结构强度，又可提供建筑物功能上的分隔。83 在高层建筑中，剪力墙体系趋向于具有相对大的高宽经，即与宽度相比，其高度偏大。由于基础体系缺少应力，任何一种结构构件抗倾覆弯矩的能力都受到体系的宽度和构件承受的重力荷载的限制。由于剪力墙宽度狭狭窄受限，所以需要以某种方式加以扩大，以便提从所需的抗倾覆能力。在窗户需要量小的建筑物外墙中明显地使用了这种确有所需要宽度的体系。钢结构剪力墙通常由混凝土覆盖层来加强以抵抗失稳，这在剪切荷载大的地方已得到应用。这种体系实际上比钢支撑经济，对于使剪切荷载由位于地面正上方区域内比较高的楼层向下移特别有效。这种体系还具有高延性之优点，这种特性在强震区特别重要。由于这些墙内必然出同一些大孔，使得剪力墙体系分析变得错综复杂。可以通过桁架模似法、有限元法，或者通过利用为考虑剪力墙的交互作用或扭转功能设计的专门计处机程序进行初步分析框架或支撑式筒体结构：框架或支撑式筒体最先应用于IBM公司在Pittsburgh的一幢办公楼，随后立即被应用于纽约双子座的110层世界贸易中心摩天大楼和其他的建筑中。这种系统有以下几个显著的特征：三维结构、支撑式结构、或由剪力墙形成的一个性质上差不多是圆柱体的闭合曲面，但又有任意的平面构成。由于这些抵抗侧向荷载的柱子差不多都被设置在整个系统的中心，所以整体的惯性得到提高，刚度也是很大的。在可能的情况下，通过三维概念的应用、二维的类比，我们可以进行筒体结构的分析。不管应用那种方法，都必须考虑剪力滞后的影响。83 这种最先在航天器结构中研究的剪力滞后出现后，对筒体结构的刚度是一个很大的限制。这种观念已经影响了筒体结构在60层以上建筑中的应用。设计者已经开发出了很多的技术，用以减小剪力滞后的影响，这其中最有名的是桁架的应用。框架或支撑式筒体在40层或稍高的建筑中找到了自己的用武之地。除了一些美观的考虑外，桁架几乎很少涉及与外墙联系的每个建筑功能，而悬索一般设置在机械的地板上，这就令机械体系设计师们很不赞成。但是，作为一个性价比较好的结构体系，桁架能充分发挥它的性能，所以它会得到设计师们持续的支持。由于其最佳位置正取决于所提供的桁架的数量，因此很多研究已经试图完善这些构件的位置。实验表明：由于这种结构体系的经济性并不十分受桁架位置的影响，所以这些桁架的位置主要取决于机械系统的完善，审美的要求，筒中筒结构：筒体结构系统能使外墙中的柱具有灵活性，用以抵抗颠覆和剪切力。“筒中筒”这个名字顾名思义就是在建筑物的核心承重部分又被包围了第二层的一系列柱子，它们被当作是框架和支撑筒来使用。配置第二层柱的目的是增强抗颠覆能力和增大侧移刚度。这些筒体不是同样的功能，也就是说，有些筒体是结构的，而有些筒体是用来支撑的。在考虑这种筒体时，清楚的认识和区别变形的剪切和弯曲分量是很重要的，这源于对梁的对比分析。在结构筒中，剪切构件的偏角和柱、纵梁（例如：结构筒中的网等）的弯曲有关，同时，弯曲构件的偏角取决于柱子的轴心压缩和延伸（例如：结构筒的边缘等）。在支撑筒中，剪切构件的偏角和对角线的轴心变形有关，而弯曲构件的偏角则与柱子的轴心压缩和延伸有关。根据梁的对比分析，如果平面保持原形（例如：厚楼板），那么外层筒中柱的轴心压力就会与中心筒柱的轴心压力相差甚远，而且稳定的大于中心筒。但是在筒中筒结构的设计中，当发展到极限时，内部轴心压力会很高的，甚至远远大于外部的柱子。这种反常的现象是由于两种体系中的剪切构件的刚度不同。这很容易去理解，内筒可以看成是一个支撑（或者说是剪切刚性的）筒，而外筒可以看成是一个结构（或者说是剪切弹性的）筒。核心交互式结构：核心交互式结构属于两个筒与某些形式的三维空间框架相配合的筒中筒特殊情况。事实上，这种体系常用于那种外筒剪切刚度为零的结构。位于Pittsburgh的美国钢铁大楼证实了这种体系是能很好的工作的。在核心交互式结构中，内筒是一个支撑结构，外筒没有任何剪切刚度，而且两种结构体系能通过一个空间结构或“帽”式结构共同起作用。需要指出的是，如果把外部的柱子看成是一种从“帽”83 到基础的直线体系，这将是不合适的；根据支撑核心的弹性曲线，这些柱子只发挥了刚度的15%。同样需要指出的是，内柱中与侧向力有关的轴向力沿筒高度由拉力变为压力，同时变化点位于筒高度的约5/8处。当然，外柱也传递相同的轴向力，这种轴向力低于作用在整个柱子高度的侧向荷载，因为这个体系的剪切刚度接近于零。把内外筒相连接的空间结构、悬臂梁或桁架经常遵照一些规范来布置。美国电话电报总局就是一个布置交互式构件的生动例子。1、结构体系长59.7米，宽28.6米，高183.3米。2、布置了两个筒，每个筒的尺寸是9.4米×12.2米，在长方向上有27.4米的间隔。3、在短方向上内筒被支撑起来，但是在长方向上没有剪切刚度。4、环绕着建筑物布置了一个外筒。5、外筒是一个瞬时抵抗结构，但是在每个长方向的中心15.2米都没有剪切刚度。6、在建筑的顶部布置了一个空间桁架构成的“帽式”结构。7、在建筑的底部布置了一个相似的空间桁架结构。8、由于外筒的剪切刚度在建筑的底部接近零，整个建筑基本上由两个钢板筒来支持。框格体系或束筒体系结构：位于美国芝加哥的西尔斯大厦是箱式结构的经典之作，它由九个相互独立的筒组成的一个集中筒。由于西尔斯大厦包括九个几乎垂直的筒，而且筒在平面上无须相似，基本的结构体系在不规则形状的建筑中得到特别的应用。一些单个的筒高于建筑一点或很多是很常见的。事实上，这种体系的重要特征就在于它既有坚固的一面，也有脆弱的一面。这种体系的脆弱，特别是在结构筒中，与柱子的压缩变形有很大的关系，柱子的压缩变形有下式计算：△=ΣfL/E对于那些层高为3.66米左右和平均压力为138MPa的建筑，在荷载作用下每层柱子的压缩变形为15（12）/29000或1.9毫米。在第50层柱子会压缩94毫米，小于它未受压的长度。这些柱子在50层的时候和100层的时候的变形是不一样的，位于这两种体系之间接近于边缘的那些柱需要使这种不均匀的变形得以调解。主要的结构工作都集中在布置中。在Melbourne的Rialto项目中，结构工程师发现至少有一幢建筑，很有必要垂直预压低高度的柱子，以便使柱不均匀的变形差得以调解，调解的方法近似于后拉伸法，即较短的柱转移重量到较高的邻柱上。83 结论本设计为长沙市明睿办公楼，通过验算，结构设计合理，符合国家规范。通过这次设计，我熟悉回顾并掌握了以前学过的专业知识，而且在设计过程中做到了理论联系实践，懂得了建筑设计的方法和过程，更重要的是我开拓了视野，认识并学习了很多国家和国际规范。大学期间的专业课学习让我们掌握理论，生产实习和认识实习是让我们积累实践知识的过程，给我们的毕业设计提供了许多宝贵的经验。从而能更好的指导我们的毕业设计，提高我们设计的完成质量，完善学习中的不足，也为我们以后走上工作岗位打下了坚实的基础。83 致谢在本次毕业设计过程中，我们得到了指导教师的悉心指导和大力帮助，正是因为他辛勤的付出，我们才能节奏紧凑，有质量有效率的完成此次设计任务，在此对您的认真负责和辛苦付出真诚的说声谢谢，同时也感谢院校为我们大四的毕业生提供的这次锻炼机会，我们即将完成学业，离开辽宁工程技术大学，带着知识硕果投身到自己的工作和学习岗位，大学美好的生活与学习将成为我们生命中浓墨重彩的一笔。83 参考文献[1]中华人民共和国国家标准.建筑设计抗震规范（GB50011-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[2]中华人民共和国国家标准.钢筋混凝土结构设计规范（GB50011-2002）.北京：中国建筑工业出版社，2002[3]中华人民共和国国家出版标准.建筑结构荷载规范（GB50009-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[4]中华人民共和国国家出版标准.高层民用建筑设计防火规范（GB50045-95）.[5]中华人民共和国国家出版标准.民用建筑设计通则（JGJ37-87）.北京：中国建筑工业出版社，1987[6]中华人民共和国国家出版标准.宾馆建筑设计规范.北京：中国建筑工业出版社，2001[7]吕西林.高层建筑结构设计.第二版.武汉：武汉理工大学出版社，2003[8]同济大学等.房屋建筑学.第三版.上海：同济大学出版社，1997[9]龙驭球，包世华.结构力学.第二版.北京：高等教育出版社，1994[10]朱彦鹏，马成松.混凝土结构设计.第一版.上海：同济大学出版社，200483'