房屋建筑毕业设计(论文)办公楼设计

'本科毕业设计(论文)题目：长安区科技局办公楼设计院（系）：建筑工程系专业：土木工程班级：学生：学号：指导教师：年月 长安区科技局办公楼设计摘要该毕业设计题目是《长安区科技局办公楼》，建筑面积4500m2左右，共5层：一层层高3.6m，其它层层高3.3m。该设计主要包括建筑设计和结构设计两部分。其中建筑设计部分主要从建筑物功能与形式的关系、建筑与地形的关系等几个方面进行了探索，主要完成了建筑平面设计、立面设计和剖面设计，并确定了详细的构造和装修做法。结构设计部分选择结构方案中3轴横向框架进行设计。在确定框架布局之后，先进行了重力荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自震周期，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，最终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；建筑设计；结构设计；抗震设计1 changanareatechnologybuildingdesignAbstractThisgraduatedesignis,theConstructionareaofwhichisaround4500m2withfivefloors,andthefirstflooris3.6mhigh,Otherlayershigh3.3m.Thisarticlecontainsconstructiondesignandstructuraldesign.Inthearchitecturedesignparts,therelationshipsbetweenfunctionandform、buildingandsiteareconsideredintheschemedesign.Designsofplan、frontelevation、sectionplanearecompletedinarchitecturedesignphase,detailsofdecorationandconformationarealsodeterminedinthispart.Thepurposeofthedesignistodothedesigninthelongitudinalframesofaxis3.Whenthedirectionsoftheframesisdetermined,firstlytheweightiscalculated,thenthevibratecycleiscalculatedbyutilizingthepeak-displacementmethod,makingtheamountofthehorizontalseismicforcecanbegotbywayofthebottom-shearforcemethod,theseismicforcecanbeassignedaccordingtotheshearingstiffnessoftheframesofthedifferentaxis.Thentheinternalforce(bendingmoment,shearingforceandaxialforce)inthestructureunderthehorizontalloadscanbeeasilycalculated.Afterthedeterminationoftheinternalforceunderthedeadandliveloads,thecombinationofinternalforcecanbemadebyusingtheExcelsoftware,whosepurposeistofindoneorseveralsetsofthemostadverseinternalforceofthewalllimbsandthecoterminousgirders,whichwillbethebasisofprotractingthereinforcingdrawingsofthecomponents.Thedesignofthestairsisalsobeapproachedbycalculatingtheinternalforceandreinforcingsuchcomponentsaslandingslab,stepboardandlandinggirderwhoseshopdrawingsarecompletedintheend.Keywords：frames;buildingdesign；structuraldesign；anti-seismicdesign1 目录摘要iAbstractii主要符号表1绪论11建筑设计21.1设计要点21.1.1建筑平面设计21.1.2建筑立面设计21.1.3建筑剖面设计21.2方案设计21.2.1建筑平面设计21.2.2建筑立面设计31.2.3建筑剖面设计31.3建筑设计说明31.3.1图中标注除有特别注明外，标高以米计，尺寸以毫米计。31.3.2本图根据任务书要求按七度地震区抗震设防。31.3.3放样31.4建筑材料及做法31.4.1墙体工程31.4.2门窗41.4.3屋面做法41.4.4楼面做法41.4.5地面做法41.4.6卫生间做法41 1.4.7踢脚做法41.4.8散水做法51.4.9落水管及雨水口51.4.10挑出墙面的雨棚等构件52结构设计62.1结构说明62.2结构计算62.2.1竖向荷载作用（恒载及活载）62.2.2风荷载作用62.2.3地震作用62.2.4内力组合62.2.5配筋计算72.3.基础设计72.4现浇楼板设计72.5现浇板式楼梯设计73结构设计计算书83.1工程概况83.1.1建筑地点、建筑类型、建筑介绍、建筑地点、门窗使用、地质条件、柱网与层高83.1.2框架结构承重方案的选择83.1.3框架结构的计算简图83.1.4梁、柱截面尺寸的初步确定93.2框架侧移刚度的计算103.2.1梁柱线刚度101 3.2.2各层横向框架侧移刚度计算113.3重力荷载代表值的计算143.3.1资料准备143.3.2重力荷载代表值的计算143.4横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算183.4.1横向自振周期的计算183.4.2水平地震作用及楼层地震剪力的计算193.4.4水平地震作用下框架内力计算213.5竖向荷载作用下框架结构的内力计算223.5.1计算单元的选择确定223.5.2荷载计算233.5.3内力计算263.5.4梁端剪力和柱轴力的计算303.5.5框架梁的内力组合313.5.7柱端弯矩设计值的调整423.5.8柱端剪力组合和设计值的调整433.6截面设计443.6.1框架梁443.6.2框架柱473.7楼板设计543.7.1楼板类型及设计方法的选择543.7.2设计参数543.7.3弯矩计算553.7.4截面设计573.8楼梯设计591 3.8.1设计参数593.8.2楼梯板计算603.8.3平台板计算613.8.4平台梁计算613.9基础设计623.9.2内柱基础设计（联合基础）633.9.3.外柱基础设计（独立基础）66致谢69参考文献701 主要符号表γG永久荷载的分项系数；γQ可变荷载的分项系数；SGK永久荷载效应的标准值；SQK可变荷载效应的标准值；T结构自振周期；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；fy普通钢筋的抗拉强度设计值；f’y普通钢筋的抗强度设计值；b矩形截面宽度、T形、I形截面的腹板宽度；bfT形或I形截面受拉区的翼缘宽度；b’fT形或I形截面受压区的翼缘宽度；d钢筋直径或圆形截面的直径；c混凝土保护层厚度；h截面高度；h0截面有效高度；hfT形或I形截面受拉区的翼缘高度；h’fT形或I形截面受压区的翼缘高度；AS受拉区纵向非预应力钢筋的截面面积；A’S受压区纵向非预应力钢筋的截面面积；Acor箍筋内表面范围内的混凝土核心面积；e轴向力作用点至纵向受拉钢筋合力点的距离；e’轴向力作用点至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；VCS构件斜截面上混凝土和箍筋的受剪承载力设计值；aS纵向非预应力受拉钢筋合力点至截面近边的距离；aS’纵向非预应力受压钢筋合力点至截面近边的距离；η偏心受压构件考虑二阶弯矩影响的轴向力偏心距增大系数；λ计算截面的剪跨比；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间接钢筋或箍筋的体积配筋率；1 ∑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之和1 西安工业大学毕业设计(论文)绪论毕业设计是大学本科教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。本次毕业设计题目为《长安区科技局办公楼框架结构设计》。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。毕业设计的三个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。1 西安工业大学毕业设计(论文)1建筑设计1.1设计要点1.1.1建筑平面设计（1）依据建筑功能要求，确定柱网的尺寸，然后，再逐一定出各房间的开间和进深；（2）根据交通、防火与疏散的要求，确定楼梯间的位置和尺寸；（3）确定墙体所用的材料和厚度，以及门窗的型号与尺寸。1.1.2建筑立面设计（1）确定门窗的立面形式。门窗的立面形式一定要与立面整体效果相协调；（2）与平面图对照，核对雨水管、雨棚等的位置及做法；（3）确定墙体立面装饰材料做法、色彩以及分格艺术处理的详细尺寸。1.1.3建筑剖面设计（1）分析建筑物空间组合情况，确定其最合适的剖切位置。一般要求剖到楼梯及有高低错落的部位；（2）进一步核实外墙窗台、过梁、圈梁、楼板等在外墙高度上的关系，确定选用那种类型的窗台、过梁、圈梁、楼板及其形状和材料；（3）根据平面图计算确定的尺寸，核对楼梯在高度方向上的梯段的尺寸，确定平台梁的尺寸。1.2方案设计本方主要特点:突出"以人为本",努力创造功能合理,经济适用,安全舒适,环境优美,满足现代人工作的办公楼,方案可实施性较强。1.2.1建筑平面设计平面上力求简单、规则、对称，整个建筑平面为“一”字形，既有利于自然采光和自然通风，同时又有利于抗震。整栋建筑为南北朝向，建筑物主入口的朝向为北边。本办公楼工程为现浇混凝土框架结构，在框架结构的平面布置上，柱网是竖向承重构件的定位轴线在建筑平面上所形成的网格，使框架结构的脉络，柱网布置既要满足建筑平面布置和使用功能的要求，又要使结构受力合理，构件种类少，施工方便，柱网布置还应与建筑分隔墙布置互相协调，一般常将柱子设在纵横建筑墙交叉点上，以尽量减少柱网对建筑使用功能的影响。框架结构常用的柱网布置方式有：内廊式、外廊式、等跨式、对称不等跨式等。本框架结构办公楼采用内廊式柱网布置。各个房间的开间和进深根据现行办公建筑设计规范划定。建筑物的总长为54.6米，总宽度为70 西安工业大学毕业设计(论文)16.8米，其长宽比约为3.3，满足7度抗震设防区建筑物长宽比不允许超过6.0的要求。该工程为一科技局办公楼，根据使用功能的要求，每层设有办公室，会议厅，资料档案室，配电室等。1.2.2建筑立面设计该办公楼在建筑立面上采用宽大而明亮玻璃窗，有效的满足室内采光的要求，同时可以表现简洁和现代感。建筑立面和竖向剖面上力求规则，避免立面的凹进或突出，使结构的侧向刚度变化均匀，有利于结构抗震。1.2.3建筑剖面设计建筑物的剖面图要反应出建筑物在垂直方向上各部分的组合关系。剖面设计的主要任务是确定建筑物各部分应有的高度、建筑物的层数及建筑空间的组合关系。在建筑物的层高上，考虑到建筑空间比例要求及办公建筑设计规范规定办公楼室内净高要求，该办公楼的层高为常用的3.3m，室内外高差为0.45m。根据总建筑面积等各方面的要求，该建筑物为5层；总建筑高度为17.25m，其高宽比为1.03，满足7度抗震设防烈度区建筑物高宽比不允许超过4的要求。另外从室内采光和通风的角度考虑，窗台的高度取0.9m。屋顶为形式。此设计满足“适用、安全、经济、美观的总体要求，建筑平面简洁、明快、体现时代待征，结构方案合理，体系选择准备、技术先进、利于施工，装饰简洁适用、经济。1.3建筑设计说明本工程为拟建长安区科技局办公楼，该工程总面积约为4500m2，根据任务书提供及查找资料基本风压为0.35kN/m2，基本雪压为0.20kN/m2。该办公楼位于抗震设防烈度为7度的区域，设计基本地震加速度为0.15g，设计地震分组为第一组，框架抗震等级为三级。1.3.1图中标注除有特别注明外，标高以米计，尺寸以毫米计。1.3.2本图根据任务书要求按七度地震区抗震设防。楼面、走廊及楼梯允许活荷载为2.0kN/m2。房屋正常使用年限为50年。1.3.3放样以现场实际为放样依据。1.4建筑材料及做法1.4.1墙体工程选用混合砂浆(1)20厚混合砂浆抹面(2)240厚加气混凝土砌块70 西安工业大学毕业设计(论文)1.4.2门窗塑钢门窗和实木装饰门1.4.3屋面做法屋面为刚性防水屋面(不上人)（1）30厚细石混凝土保护层（2）三毡四油防水层（3）20厚矿渣水泥找平层（4）150厚水泥蛭石保温层（5）120厚钢筋混凝土板（6）V型轻钢龙骨吊顶1.4.4楼面做法木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）(1)120厚钢筋混凝土板(2)V型轻钢龙骨吊顶1.4.5地面做法木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）(1)刷素水泥浆结合层一道(2)20厚1：3水泥砂浆找平层(3)60厚C15混凝土(4)100厚碎石或碎砖夯实(5)素土夯实1.4.6卫生间做法(1)4厚马赛克，素水泥浆擦缝(2)5厚1：1水泥细石砂浆结合层(3)15厚1：3水泥砂浆找平层(4)2厚水乳型橡胶沥青防水涂料一布（无纺布）四涂防水层(5)素水泥浆结合层一道(6)90厚钢筋混凝土楼板1.4.7踢脚做法水磨石踢脚、台度：(1)10厚1:2水泥白石子(或掺有色石子)磨光打蜡(2)12厚1:3水泥砂浆打底(3)刷界面处理剂一道70 西安工业大学毕业设计(论文)1.4.8散水做法混凝土散水(宽600毫米)：（1）60厚C15混凝土，撒1：1水泥砂子，压实抹光（2）120厚碎石活碎砖垫层（3）素土夯实，向外坡4％1.4.9落水管及雨水口屋面雨水口做法详见图集；水落管材料采用直径为100PVC水落管。1.4.10挑出墙面的雨棚等构件凡未特别注明者，其上部粉刷1：2水泥砂浆，并找1℅挑水坡。其下部粉刷1：2水泥砂浆15厚白色106涂料，并做30mm宽滴水线。70 西安工业大学毕业设计(论文)2结构设计2.1结构说明本工程为五层框架结构，建筑物总高度为17.25m，抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.15g,设计地震分组为第一组，建筑抗震设防类别为丙类，框架结构抗震等级为三级，结构安全等级为二级，结构正常使用年限为50年。室内设计标高为±0.000，相对于绝对标高0.450m,室内外高差为450mm。建筑物的耐火等级为二级。图纸中标高以米计，尺寸以毫米计。由于建筑物总长度为54.6m，没有超过了《混凝土规范》GB50010-2002第9.1.1条伸缩缝最大间距为55m要求，在结构设计计算中，首先进行结构选型和结构布置，确定承重体系。在计算荷载之前，根据设计经验初估了梁、柱截面尺寸，并进行了验算。2.2结构计算2.2.1竖向荷载作用（恒载及活载）在计算单元范围内的纵向框架梁的自重、纵向墙体的自重以及纵向天沟的自重以集中力的形式作用在各节点上。竖向荷载作用下框架的内力采用弯矩二次分配法计算。梁端和柱端弯矩计算后，梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力和梁端弯矩引起的剪力相叠加而得到，柱轴力可由梁端剪力和节点集中荷载叠加得到。2.2.2风荷载作用对于一般的框架结构，当总高度不超过60米时，不考虑风荷载效应和水平地震作用效应的组合。2.2.3地震作用当设防烈度不大于8度时，不考虑竖向地震作用效应和水平地震效应的组合，故只考虑水平地震作用。通过顶点位移法求出横向框架自振周期，横向地震作用计算，采用底部剪力法，求得单元框架柱剪力，运用D值法，求得柱上下端的弯矩，通过节点平衡得出梁端弯矩，由此得到水平地震作用下梁柱弯矩和梁端剪力及柱轴力，并进了位移验算。2.2.4内力组合根据结构类型、地震设防烈度、房屋高度等因素，由《抗震规范》确定该框架结构抗震等级为三级。梁的内力组合：根据《结构规范》和《抗震规范》考虑三种内力组合形式：一.由可变荷载效应控制的组合：二.由永久荷载效应控制的组合：70 西安工业大学毕业设计(论文)三.竖向荷载与水平地震作用下的组合：2.2.5配筋计算由于本工程按7度设防区设计，因此进行了抗震设计，形成延性框架。其设计原则是：“强柱弱梁、强剪弱弯、强节点弱构件”。2.3.基础设计根据提供工程资料，本工程所在地的地质条件良好，选用柱下独立基础即可满足要求。选用独立基础，基础高度取750mm，基础埋深1.40m，根据上部结构传来的内力值进行基础设计，并进行抗冲切验算和基础配筋。2.4现浇楼板设计框架梁把板分割成区格，根据各区格的长边与短边之比，确定是单向板还是双向板（长边与短边之比大于2，属于单向板；长边与短边之比小于2，属双向板），按照不同的计算理论和方法，分别进行控制截面配筋计算。2.5现浇板式楼梯设计分别对梯段板，平台板，平台梁进行控制截面的配筋计算。70 西安工业大学毕业设计(论文)3结构设计计算书3.1工程概况3.1.1建筑地点、建筑类型、建筑介绍、建筑地点、门窗使用、地质条件、柱网与层高建筑地点：西安市长安区建筑类型：五层办公楼，框架填充墙结构。建筑介绍：建筑面积约4500㎡，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：大门采用塑钢玻璃门，其它为木门，窗为铝合金窗。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为7度。柱网与层高：本办公楼采用柱距为7.2m的内廊式小柱网，边跨为7.2m，中间跨为2.4m，首层层高取3.6m，其它层层高取3.3m，如下图所示：图3.1柱网布置图3.1.2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。3.1.3框架结构的计算简图70 西安工业大学毕业设计(论文)图3.2框架结构的计算简图图3.3纵向框架组成的空间结构取号轴线横向框架进行计算，框架结构计算简图，取顶层柱的形心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板顶，2～5层高度即为层高，取3.3m；底层柱高度从基础顶面取至一层板顶，即h1＝3.6+0.45+0.65＝4.7m。3.1.4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。本方案取1/12×7200=600mm，截面宽度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300×600。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14KN/m2。n为验算截面以上的楼层层数。（2）Ac≥N/uNfc注：该框架结构的抗震等级为三级，根据《建筑抗震设计规范》GB50011-2001第70 西安工业大学毕业设计(论文)11.4.16条，查得其轴压比限值为[]=0.9,各层重力荷载代表值近似取14kN/m2,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=1.3×7.2×3.6×14×5=2358.72（KN）Ac≥N/uNfc=2358.72×103/0.9/14.3=183272.7（mm2）取700mm×700mm对于内柱：N=βFgEn=1.25×7.2×4.8×14×5=3024（KN）Ac≥N/uNfc=3024×103/0.9/14.3=234965.0（mm2）取700mm×700mm梁截面尺寸（mm）表3.1混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30300×600250×400300×600柱截面尺寸（mm）表3.2层次混凝土等级b×h1C30700×7002-5C30650×650基础选用柱下独立基础，基础顶面距室外地面为650mm。3.2框架侧移刚度的计算3.2.1梁柱线刚度在框架结构中，现浇楼面可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架梁取，对中框架梁取。根据公式i可得出梁、柱线刚度，其中。1.横梁线刚度ib的计算：表3.3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）70 西安工业大学毕业设计(论文)AB跨、CD跨3.0×104300×6005.40×10972002.25×10103.38×10104.50×1010BC跨3.0×104250×4001.33×10924001.67×10102.50×10103.34×10102.纵梁线刚度ib的计算：表3.4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3.0×104300×6005.4×10942003.86×10105.79×10107.71×1010其它跨3.0×104300×6005.4×10972002.25×10103.38×10104.50×10103.柱线刚度ic的计算：表3.5层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）147003.0×104700×7002.001×101012.77×10102--533003.0×104650×6501.488×101013.527×10103.2.2各层横向框架侧移刚度计算柱的侧移刚度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：1、底层①中框架边柱A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、D-3、D-4、D-7、D-8（11根）K=0.352αc=(0.5+K)/(2+K)=0.362Di1=αc×12×ic/h2=0.362×12×12.77×1010/4700270 西安工业大学毕业设计(论文)=25112②边框架柱A-1、A-9、D-1、D-9（4根）K=3.38/12.77=0.265αc=(0.5+K)/(2+K)=0.338Di2=αc×12×ic/h2=0.338×12×12.77×1010/47002=23447③边框架柱B-1、C-1、B-9、C-9（4根）K=（2.5+3.38）/12.77=0.460αc=(0.5+K)/(2+K)=0.390Di3=αc×12×ic/h2=0.390×12×12.77×1010/47002=27055④中框架中柱B-2、B-3、B-4、、B-5、B-6、C-3、C-4、B-7、C-7、B-8、C-8（11根）K=（3.34+4.5）/12.77=0.614αc=(0.5+K)/(2+K)=0.426Di4=αc×12×ic/h2=0.426×12×12.77×1010/47002=29552⑤楼梯间C-2、C-5、C-6（3根）K=（3.34+2.25）/12.77=0.438αc=(0.5+K)/(2+K)=0.385Di5=αc×12×ic/h2=0.385×12×12.77×1010/47002=26707⑥D-2、D-5、D-6（3根）K=2.25/12.77=0.176αc=(0.5+K)/(2+K)=0.311Di6=αc×12×ic/h2=0.311×12×12.77×1010/47002=21574∑D1=25112×11+23447×4+27055×4+29552×11+26707×3+21574×3=9512662、第二-五层：①中框架边柱A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、D-3、D-4、D-7、D-8（11根）K=4.5／13.527=0.33370 西安工业大学毕业设计(论文)αc=K/(2+K)=0.143Di1=αc×12×ic/h2=0.143×12×13.527×1010/33002=21315②中框架中柱B-2、B-3、B-4、、B-5、B-6、C-3、C-4、B-7、C-7、B-8、C-8（11根）K=4.5+3.34/13.527=0.580αc=K/(2+K)=0.225Di2=αc×12×ic/h2=0.225×12×13.527×1010/33002=33538③边框架柱A-1、A-9、D-1、D-9（4根）K=3.38/13.527=0.250αc=K/2+K=0.111Di3=αc×12×ic/h2=0.111×12×13.527×1010/33002=16561④边框架柱B-1、C-1、B-9、C-9（4根）K=（3.38+2.5）/13.527=0.435αc=K/(2+K)=0.179Di4=αc×12×ic/h2=0.179×12×12.4×1010/33002=26681⑤楼梯间C-2、C-5、C-6（3根）K=（2.25+3.34）/13.527=0.413αc=K/(2+K)=0.171Di5=αc×12×ic/h2=0.171×12×13.527×1010/33002=25489⑥D-2、D-5、D-6（3根）K=2.25/13.527=0.166αc=K/(2+K)=0.077Di6=αc×12×ic/h2=0.077×12×13.527×1010/33002=11477∑D2=21315×11+33538×11+16561×4+26681×4+25489×3+11477×3=887249由此可知，横向框架的层间侧移刚度为：表3.6层次1234570 西安工业大学毕业设计(论文)∑Di（N/mm）951266887249887249887249887249∑D1/∑D2=951266/887249=0.933>0.7，故该框架为规则框架，符合抗震概念设计要求（《结构抗震设计规范》GB50011-2001表3.4.2-2）3.3重力荷载代表值的计算3.3.1资料准备查《荷载规范》可取：①屋面永久荷载标准值（不上人）30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/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/m2②1-4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：不上人屋面均布活荷载标准值0.5KN/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/m2蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m33.3.2重力荷载代表值的计算1、第一层：（1）梁、柱：表3.7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6500300×600251.171829.25526.570 西安工业大学毕业设计(论文)1700250×400250.1794.2538.25纵梁6500300×600251.172829.25819.003500300×600250.63415.7563.00表3.8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）底层柱4700700×700252.3033657.582072.88（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：15总重：25.74×15=386.1KNBC跨墙：墙厚240mm，计算长度1700mm，计算高度3600-400=3200mm。单跨体积：（1.7×3.2-1.5×2.1）×0.24=0.55m3单跨重量：0.55×5.5=3.025KN数量：2总重：3.025×2=6.05KN隔墙：墙厚240mm，计算长度7200mm，计算高度3600-120=3480mm。体积：0.24×7.2×3.48=6.01m3重量：6.01×5.5×3=99.22KN门厅两侧：单跨体积：0.24×[（6.5×3.0）-（1.8×2.1）]=3.77单跨重量：3.77×5.5=20.74KN数量：2总重：20.74×2=41.48KN横墙总重：479.85KN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：13总重：2.8656×13×5.5=204.89KN楼梯间外纵墙：体积：（3.5×3.0-1.8×2.1）×0.24=1.61m3总重：1.61×5.5=8.86KN70 西安工业大学毕业设计(论文)门卫外纵墙：体积：(3.5×3.0-1.8×2.1)×0.24=1.61m3总重：1.61×5.5=8.86KN门卫内纵墙总重：（3.0×3.5-0.9×2.1）×0.24×5.5=11.37KN内纵墙：单个体积：(6.5×3.0-1.2×2.1)×0.24=4.08m3单个重量：4.08×5.5=22.44KN数量：10总重：22.44×10=224.4KN厕所内纵墙：单个体积：0.24×（6.5×3.0-0.9×2.1×2）=3.77m3单个重量：3.77×5.5=20.74KN总重：20.74×2=51.85KN正门纵墙：总重：（3.0×6.5-2.4×2.1）×0.24×5.5=19.09KN纵墙总重：456.82KN（3）窗户计算（钢框玻璃窗）：办公室窗户：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：30重量：1.8×2.1×0.4×2=45.36KN（4）门重计算：木门：①尺寸：1200mm×2100mm自重：0.2KN/m2数量：10重量：1.2×2.1×0.2×10=5.04KN②尺寸：900mm×2100mm自重：0.2KN/m2数量：6重量：0.9×2.1×0.2×6=2.268KN塑钢玻璃门：①尺寸：300mm×2400mm自重：0.4KN/m2数量：1重量：3.0×2.4×0.4=2.88KN②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：11.34KN（5）楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：51.84×14+131.04+33.24×2=923.28（m2）恒载：3.95×923.28=3646.956KN活载：2.0×923.83=1646.86KN70 西安工业大学毕业设计(论文)由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒+0.5×G活=1628.75×1.05+2072.7×1.1×0.5+1.1×1254.6×0.5+0.5×971.816+0.5×936.67+43.56+11.34+0.5×1846.56+3646.96=9119.59KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05，1.10。2、第二到四层：（1）梁、柱表3.9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6550300×600251.181829.55311750250×400250.17594.3839.42纵梁6550300×600251.182829.58263550300×600250.6441664.00表3.10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3300650×650251.3943634.851254.6（2）内外填充墙重的计算：横墙总重：493.13KN纵墙总重：478.686KN（3）窗户计算（钢框玻璃窗）：第一类：尺寸：1800mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：30重量：1.8×1.8×0.4×30=45.36KN第二类：尺寸：1500mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×1.8×0.4×2=2.52KN总重：45.36+2.52=47.88KN（4）门重计算：木门：①尺寸：1200mm×2100mm70 西安工业大学毕业设计(论文)自重：0.2KN/m2数量：10重量：1.2×2.1×0.2×10=5.04KN②尺寸：900mm×2100mm自重：0.2KN/m2数量：6重量：0.9×2.1×0.2×6=2.268KN总重：7.308（5）楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：923.28m2）恒载：3.95×923.28=3646.9564KN活载：2.0×923.28=1846.56KN由以上计算可知，二-四层重力荷载代表值为（楼面恒载+50%楼面均布活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重）G2=G恒+0.5×G活=1643.82×1.05+1254.6×1.1+971.816+47.88+7.308+3646.56+1846.56×0.5=8703.32KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05，1.1。3、第五层重力荷载代表值的计算：(顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载+50%活载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重)屋面恒载、活载计算：恒载：923.28×5.35=4939.55KN活载：923.28×2.0=1846.56KN雪载：923.28×0.2=184.66KN由以上计算可知，五层重力荷载代表值为G6=G恒+0.5×G活=1643.82×1.05+1.1×1254.6×0.5+971.816×0.5+47.88+7.308+0.5×184.66+4939.55=7989.02KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05，1.1。3.4横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算3.4.1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。70 西安工业大学毕业设计(论文)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过程见下表结构顶点的假想侧移计算表3.11层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）57989.027989.028872499.00140.2948703.3216692.3488724918.81131.2938703.3225395.6688724928.62112.4828703.3234098.9888724938.4383.8619119.5943218.5795126645.4345.43T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.7×(0.1403)1/2=0.45(s)3.4.2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=0.85×43218.57=36735.78（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=0.15а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.35/0.45）0.9×0.15=0.1203、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq70 西安工业大学毕业设计(论文)=0.120×36735.78=4408.29（KN）质点横向水平地震作用按下式计算：Fi=GiHiFEk/（∑GkHk）地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为Vi=∑Fk（i=1，2，…n）计算过程如下表：各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表3.12层次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN·m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）517.97989.02143003.460.2971309.261309.26414.68703.32127068.470.2641163.792473.05311.38703.3298347.520.205903.703376.7528.08703.3269626.560.145639.204015.9514.79119.5942862.070.089392.344408.29∑480908.083.4.3多遇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（△u）i和顶点位移ui分别按下列公式计算：（△u）i=Vi/∑Dijui=∑（△u）k各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《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。计算过程如下表：横向水平地震作用下的位移验算表3.13层次Vi（KN）∑Di（N/mm）（△u）i（mm）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i/hi51309.268872491.4817.2433001/223042473.058872492.7915.7633001/118333376.758872493.8112.9733001/86624015.958872494.539.1633001/72870 西安工业大学毕业设计(论文)14408.299512664.634．6347001/1015由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/639<1/550，满足规范要求。3.4.4水平地震作用下框架内力计算1、框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：Vij=DijVi/∑DijMbij=VijyhMuij=Vij（1-y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的标准反弯点高度比。y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。y框架柱的反弯点高度比。底层柱需考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其它柱均无修正。下面以②③⑦⑧轴线横向框架内力的计算为例：各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）表3.14层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）边柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）Mbi1（KN·m）Mui1（KN·m）53.31309.268872492131531.450.3330.216522.4781.3243.32473.058872492131559.410.3330.3568.62127.4333.33376.758872492131581.120.3330.45120.46147.2323.34015.958872492131596.480.3330.55175.11143.2714.74408.2995126625112116.370.3520.825451.2295.71各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）表3.15层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）中柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）Mbi2（KN·m）Mui2（KN·m）53.31309.268872493353849.490.580.4065.3397.9943.32473.058872493353893.480.580.45138.82169.6770 西安工业大学毕业设计(论文)33.33376.7588724933538127.640.580.30126.46294.8523.34015.9588724933538151.800.580.50250.47256.9514.74408.2995126629829138.230.630.70454.78228.732、梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：Mlb=ilb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Mrb=irb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Vb=（Mlb+Mrb）/lNi=∑（Vlb-Vrb）k具体计算过程见下表：梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算表3.16层次边梁走道梁柱轴力MlbMrblVbMlbMrblVb边柱N中柱N581.3256.247.2019.1141.7541.752.4034.79-19.11-15.684149.9134.897.2039.55100.11100.112.4083.43-58.66-59.563215.85248.927.2064.55184.75184.752.40153.96-123.21-148.972263.73216.297.2066.67160.54160.542.40133.78-189.88-216.081270.82255．637.2073.12189.74189.742.40158.12-263-301.08例：第五层：边梁Mlb=Mu6=81.32KN·mMrb=97.99×4.5/（4.5+3.34）=56.24KN·m走道梁Mlb=Mrb=97.99-56.24=41.75KN·m边柱N=0-19.11=-19.11KN中柱N=19.11-34.79=-15.68KN3.5竖向荷载作用下框架结构的内力计算3.5.1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：70 西安工业大学毕业设计(论文)图3.4横向框架计算单元计算单元宽度为7.2m，由于房间内布置有次梁（b×h=200mm×400mm），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。3.5.2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：（1）对于第5层，q1、q1，代表横梁自重，为均布荷载形式。q1=0.3×0.6×25×1.05=4.725KN/mq1，=0.25×0.4×25×1.05=2.625KN/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，=5.35×2.4=12.84KN/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、次梁自重、楼板重等重力荷载，计算如下：70 西安工业大学毕业设计(论文)P1=[（3.6×1.8/2）×2+（3.6+7.2）×1.8/2]×5.35+4.725×7.2+0.2×0.4×25×1.05×7.2／2+0.24×0.9×5.5×7.2=136.80KNP2=[（3.6×1.8/2）×2+（3.6+7.2）×1.8/2+（2.4+3.6）×2×1.2/2]×5.35+4.725×7.2+0.2×0.4×25×1.05×7.2／2=166.77KN集中力矩M1=P1e1=136.80×（0.65-0.3）/2=23.94KN·mM2=P2e2=166.77×（0.65-0.3）/2=29.18KN·m（2）对于2-4层，q1、q1，包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。q1=4.725+0.24×2.7×5.5=8.289KN/mq1，=0.25×0.4×25×1.05=2.625KN/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，=3.95×2.4=9.48KN/mP1=〔3.6×1.8+（3.6＋7.2）／2×1.8〕×3.95+4.725×7.2+2.1×3.6+5.5×0.24×(2.7×6.55-2×1.8×2.1)+0.4×1.8×2.1×2=121.959KNP2=〔3.6×1.8+4.9×1.8+（3.6+2.4）×1.2）×3.95+4.725×7.2+2.1×3.6+5.5×0.24×2.7×（7.2-0.65）=157.354KN集中力矩M1=P1e1=121.959×（0.65-0.3）/2=21.34KN·mM2=P2e2=157.354×（0.65-0.3）/2=27.54KN·m（3）对于第1层，柱子为700mm×700mm，其余数据同2-4层，则q1=4.725+0.24×3.0×5.5=8.465KN/mq1，=0.25×0.4×25×1.05=2.625KN/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，=3.95×2.4=9.48KN/mP1=（3.6×1.8+4.9×1.8）×3.95+4.725×7.2+2.1×7.2＋5.5×0.24×（3.0×6.5-2×1.8×2.1）+0.4×1.8×2.1×2=121.78KNP2=（3.6×1.8+4.9×1.8+（3.6+2.4）×1.2）×3.95+4.725×7.2+2.1×3.6+5.5×0.24×3.0×(7.2-0.7)=157.176KN集中力矩M1=P1e1=121.78×（0.70-0.3）/270 西安工业大学毕业设计(论文)=24.36KN·mM2=P2e2=157.176×（0.70-0.3）/2=31.44KN·m2、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：（1）、对于第5层，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×2.4=4.8KN/mP1=〔3.6×1.8+（3.6+7.2）×0.9〕×2.0=32.4KNP2=〔3.6×1.8+10.8×0.9+（2.4+3.6）×1.2）×2.0=44.64KN集中力矩M1=P1e1=32.4×（0.65-0.3）/2=5.67KN·mM2=P2e2=44.64×（0.65-0.3）/2=7.81KN·m同理，在屋面雪荷载的作用下：q2=0.2×3.6=0.72KN/mq2，=0.2×2.4=0.48KN/mP1=（3.6×1.8+10.8×0.9）×0.2=3.24KNP2=（3.6×1.8+10.8×0.9+6×1.2）×0.2=4.464KN集中力矩M1=P1e1=3.24×（0.65-0.3）/2=0.567KN·mM2=P2e2=4.464×（0.65-0.3）/2=0.781KN·m（2）对于第2-4层q2=7.2KN/mq2，=4.8KN/mP1=32.4KNP2=44.64KN集中力矩M1=P1e1=5.67KN·m70 西安工业大学毕业设计(论文)M2=P2e2=7.81KN·m（3）对于第1层q2=7.2KN/mq2，=3.6KN/mP1=32.4KNP2=44.64KN集中力矩M1=P1e1=32.4×（0.70-0.3）/2=6.48KN·mM2=P2e2=44.64×（0.70-0.3）/2=8.92KN·m将计算结果汇总如下两表：横向框架恒载汇总表3.17层次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）54.7252.62519.2612.84136.8173.3923.9429.182-48.2892.62514.229.48121.959167.1321.3427.5418.2892.62514.229.48157.176167.1324.3631.44横向框架活载汇总表3.18层次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）57.2（0.72）4.8（0.48）32.4（3.24）44.6（4.46）5.67（0.567）7.81（0.781）2-47.24.832.444.65.677.8117.24.832.444.66.488.92注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。3.5.3内力计算梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架，弯矩计算如下图所示：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：70 西安工业大学毕业设计(论文)1.①恒荷载作用下框架的弯矩计算（1）固端弯矩计算：将框架梁视为两端固定，计算固端弯矩，计算结果见表3.19框架梁的固端弯矩计算表3.19AB跨BC跨均布荷载（）L(m)均布荷载（）L(m)21.8757.294.510.6552.45.1120.9497.290.528.5552.44.10（2）根据梁、柱相对线刚度，算出各节点的弯矩分配系数μij，用弯矩分配法计算框架内力，计算时先对各节点不平衡弯矩进行第一次分配，向远端传递(传递系数为1/2)，再将因传递产生的新的不平衡弯矩进行第二次分配，到此结束。恒荷载作用下框架的弯矩计算表3.20上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁50.7500.2500.2280.6870.08523.94-94.594.529.18-5.1152.9217.64-13.73-41.36-5.1214.84-6.8658.82-11.98-5.98-1.990.722.170.2761.78-85.7290.31-51.17-9.960.4290.4290.1420.1350.4070.4070.051421.34-90.5290.5227.54-4.129.6829.689.82-7.95-23.96-23.96-3.0014.8414.84-3.984.91-20.68-11.98-11.03-11.03-3.653.7511.2911.291.4233.4954.83-88.3391.23-60.89-24.65-5.680.4290.4290.1420.1350.4070.4070.051321.34-90.5290.5227.54-4.1029.6829.689.82-7.95-23.96-23.96-3.0070 西安工业大学毕业设计(论文)14.8414.84-3.984.91-11.98-11.98-11.03-11.03-3.652.577.757.750.9733.4954.83-88.3390.05-55.73-28.19-6.130.4290.4290.1420.1350.4070.4070.051221.34-90.5290.5227.54-4.129.6829.689.82-7.95-23.96-23.96-3.0014.8414.52-3.984.91-11.98-11.47-10.89-10.89-3.62.507.557.550.9533.6333.31-88.2889.98-28.39-27.88-6.150.4390.4150.1460.1390.4170.3930.051124.36-90.5290.5231.44-4.129.0427.469.66-7.64-22.93-21.61-2.814.84-3.824.83-11.98-4.84-4.57-1.610.992.982.810.3639.0422.89-86.2988.7-31.93-18.18-6.5411.45-9.42.活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：①楼面活载作用下框架的弯矩计算⑴固端弯矩计算：将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩计算结果见表。框架梁固端弯矩计算表3.21AB跨BC跨均布荷载（）L(m)均布荷载（）L(m)6.417.227.73.002.41.440.6417.22.770.32.40.144⑵活载作用下框架的弯矩计算活载作用下框架的弯矩计算步骤和结果参见下图表活载作用下框架的弯矩计算表3.2270 西安工业大学毕业设计(论文)上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁50.7500.2500.2280.6870.0855.67（0.567）-27.7（-2.77）27.7（2.77）7.81（0.781）-1.44(-0.144)16.52(1.65)5.51(0.55)-4.21(-0.42)-12.69(-1.27)-1.57(-0.16)4.73-2.11(-0.21)2.755(0.275)-3.76-1.96(-3.39)-0.65(-1.13)0.23(0.79)0.69（2.39）0.085(0.30)24.955(3.56)-24.95（-3.56）26.475（3.42）-15.75（-2.64）-2.925（-0.004）40.4290.4290.1420.1350.4070.4070.0515.67-27.727.77.81-1.449.459.453.13-2.49-7.51-7.51-0.948.26（0.825）4.725-1.2451.565-6.345(-0.635)-3.755-5.04(-1.85)-5.04(-1.85)-1.67(-0.61)1.15(0.38)3.47(1.15)3.47(1.15)0.44(0.14)12.67（8.425）14.81（17.80）-27.485（-26.4327.925（27.16）-18.195（-15.96-7.795（-10.115-1.94（-2.24）30.4290.4290.1420.1350.4070.4070.0515.67-27.727.77.81-1.449.459.453.13-2.49-7.51-7.51-0.944.7254.725-1.2451.565-3.755-3.755-3.52-3.52-1.170.802.422.420.3010.6616.33-26.9927.58-16.66-8.85-2.0820.4290.4290.1420.1350.4070.4070.0515.67-27.727.77.81-1.449.459.453.13-2.49-7.51-7.51-0.944.7254.66-1.2451.565-3.755-3.615-3.49-3.49-1.160.782.362.360.3010.6916.29-26.9827.56-16.72-8.78-2.0810.4390.4150.1460.1390.4170.3930.0516.48-27.727.78.92-1.4470 西安工业大学毕业设计(论文)9.328.813.10-2.41-7.23-6.81-0.884.725-1.2051.55-3.755-1.55-1.46-0.510.310.920.870.1112.5013.83-26.3227.15-18.99-5.94-2.21A6.92B-2.973.5.4梁端剪力和柱轴力的计算1、恒载作用下：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，而柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到，计算恒载作用时的柱底轴力，要考虑柱的自重。恒载作用下梁的剪力以及柱的轴力计算（1）梁端剪力由两部分组成：1）荷载引起的剪力，计算公式为：其中为梁上的均布荷载。2）弯矩引起的剪力，计算原理是杆件弯矩平衡，即（2）柱的轴力计算：顶层柱顶轴力由节点剪力和节点集中力叠加得到，柱底轴力为柱顶轴力加上柱的自重。其余层轴力计算同顶层，但需要考虑该层上部柱的轴力的传递。例：第5层：荷载引起的剪力：VA=VB=（19.26×5.4+4.725×7.2）/2=69.01KNVB=VC=（12.84×1.2+2.625×2.4）/2=10.85KN弯矩引起的剪力：AB跨=（85.72-90.31）／7.2=-0.64KNBC跨=0A柱：N顶=136.8+68.37=205.17KN柱重：0.65×0.65×3.3×25=34.86KNN底=N顶+34.86=240.03KNB柱：N顶=166.77+69.65+10.85=247.27KNN底=N顶+34.86=282.13KN恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）表3.23层次荷载和弯矩引起的总剪力柱轴力AB跨BC跨A柱B柱70 西安工业大学毕业设计(论文)VAVBVB=VCN顶N底N顶N底568.3769.6510.85205.17240.03247.27282.13467.8368.638.84429.82464.68516.95551.81367.9968.478.84654.63689.49786.47821.33267.9968.478.84879.44914.31055.991090.85167.968.568.841103.981161.561325.431383.012、活载作用下：例：第5层：荷载引起的剪力：AB跨：VA=VB=0.72×5.4/2=1.94KNBC跨：VB=VC=0.48×1.2/2=0.29KN弯矩引起的剪力：AB跨：(3.56-3.42)／7.2=0.019A柱：N顶=N底=3.24+1.959=5.20KNB柱：N顶=N底=4.46+1.921+0.29=6.67KN活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）表3.24层次荷载和弯矩引起的总剪力柱轴力AB跨BC跨A柱B柱VAVBVB=VCN顶=N底N顶=N底51.9591.9210.295.26.67419.3419.542.8856.9473.69319.3619.522.88108.7140.69219.3619.522.88160.46207.69119.3219.562.88212.18274.733.5.5框架梁的内力组合1、结构抗震等级和承载力抗震调整系数：根据《抗震规范》，本方案为三级抗震等级。从理论上讲，抗震设计中采用的材料强度设计值应高于非抗震设计时的材料强度设计值。但为了应用方便，在抗震设计中仍采用非抗震设计时的材料强度设计值，而是通过引入承载力抗震调整系数来提高其承载力。根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2002第4.7.2条规定可得下表。承载力抗震调整系数表3.2570 西安工业大学毕业设计(论文)受弯梁偏压柱受剪轴压比<0.15轴压比>0.150.750.750.800.852、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1.1。各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表3.26层次截面位置内力SGk调幅后SQk调幅后SEk(1)SEk(2)γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]左震右震1AM-69.03-21.06270.82-270.82192.45-335.65-114.25-112.32114.73V67.919.32-73.1273.12-1.69159.91110.99108.53B左M-70.96-21.72-255.63255.63-322.88175.60-117.52-115.56V68.5619.5673.12-73.12160.71-0.90112.12109.66B右M-5.23-1.77189.74-189.74179.49-190.5-8.83-8.75142.26V8.842.88-158.12158.12-164.24185.2114.8114.642AM-70.62-21.58263.73-263.73183.87-330.41-116.92-114.96138.90V67.9919.36-66.6766.675.55152.90111.15108.69B左M-71.98-22.05-216.29216.29-285.59136.18-119.22-117.25V68.4719.5266.67-66.67153.466.12111.95109.49B右M-4.92-1.66160.54-160.54151.35-161.70-8.30-8.23206.57V8.842.88-133.78133.78-137.34158.3214.8114.643AM-70.66-21.59215.85-215.85137.15-283.76-116.98-115.02159.1570 西安工业大学毕业设计(论文)V67.9919.36-64.5564.55-7.90150.55111.15108.69B左M-72.04-22.06-248.92248.92-317.46167.93-119.31-117.33V68.4719.5264.55-64.55151.128.47111.95109.49B右M-4.90-1.66184.75-184.75174.97-185.29-8.28-8.20267.26V8.842.88-153.96153.96-159.64180.6114.8114.644AM-70.66-21.99-21.14149.9-149.973.05-219.26-117.38-115.58168.07V67.8319.3819.34-39.5539.55-35.35122.75110.95108.53B左M-72.98-22.34-21.73-134.89134.89-206.9856.06-120.86-118.85V68.8319.519.5439.55-39.55123.8736.47112.42109.90B右M-4.54-1.55-1.79100.01-100.1192.72-102.50-7.68-7.62284.69V8.842.88-83.4383.43-81.7102.6814.8114.645AM-68.58-19.96-2.8581.32-81.3216.28-142.29-112.54-110.24182.70V68.3719.231．959-19.1119.1149.6291.85111.53108.97B左M-72.25-21.18-2.74-56.2456.24-121.09-11.42-118.72-116.35V69.6519.651．92119.11-19.1193.1450.91113.68111.0970 西安工业大学毕业设计(论文)B右M-7.97-2.34-0.003241.75-41.7533.53-47.88-13.10-12.84318.50V10.852.90.29-34.79188.29-27.2349.6617.5517.083、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）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=MA2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：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3.2770 西安工业大学毕业设计(论文)层次123跨ABBCABBCABBCMmax204.38180.41196.08152.21180.39175.83层次45跨ABBCABBCMmax85.2393.5333.934、梁端弯矩控制值:梁的支座截面考虑了柱支撑宽度的影响，按支座边缘截面的弯矩计算，即：式中：M为梁内力组合表中支座轴线的弯矩值；V为相应的支座剪力；b为相应的柱的宽度；计算结果见表梁端弯矩控制值表3.28层次位置截面荷载M(KN*m)V(KN)M1=M-V*b/25左边跨A恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③6.3268.961.2×（①+0.5②）+1.3×④-205.11118.63-124.92B左恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③-176.25119.94-102.951.2×（①+0.5②）-30.0370.2770 西安工业大学毕业设计(论文)+1.3×④中跨B右恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③32.05-30.471.2×（①+0.5②）+1.3×④-76.4959.87-42.774左边跨A恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③97.4-41.591.2×（①+0.5②）+1.3×④-292.35144.41-184.06B左恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③-275.97145.49-171.511.2×（①+0.5②）+1.3×④74.7542.67中跨B右恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③123.63-96.121.2×（①+0.5②）+1.3×④-136.67120.8-73.063左边跨A恒①活②70 西安工业大学毕业设计(论文)地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③182.87-9.291.2×（①+0.5②）+1.3×④-378.35177.12-240.59B左恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③-423.28177.791.2×（①+0.5②）+1.3×④223.919.96274.12中跨B右恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③233.29-187.811.2×（①+0.5②）+1.3×④-247.05212.48133.502左边跨A恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③245.16-6.531.2×（①+0.5②）+1.3×④-440.55179.88-286.57B左恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）-380.79180.54-241.5970 西安工业大学毕业设计(论文)+1.3×③1.2×（①+0.5②）+1.3×④181.57-7.2中跨B右恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③201.8-161.581.2×（①+0.5②）+1.3×④-215.6186.26-116.301左边跨A恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③256.6-1.991.2×（①+0.5②）+1.3×④-447.53188.13-286.26B左恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③-430.51-189.07-273.251.2×（①+0.5②）+1.3×④234.13-1.06中跨B右恒①活②地震左③地震右④1.2×（①+0.5②）+1.3×③239.32-193.221.2×（①+0.5②）+1.3×④-254217.89-133.3070 西安工业大学毕业设计(论文)3.5.6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：横向框架A柱弯矩和轴力组合表3.29层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax5柱顶M61.7819.292.99-81.3281.32-22.34136.23102.69101.14136.23-22.34102.69N205.1751.635.2-19.1119.11168.36205.62328.61318.49205.62168.36328.61柱底M-33.49-12.67-8.42522.47-22.47-12.02-55.84-57.88-57.93-55.8412.02-57.88N240.0351.635.2-19.1119.11199.73237375.67360.32237199.73375.674柱顶M33.499.1412.13-127.43127.43-88.64159.8454.3552.98159.84-88.6454.35N429.82103.3756.94-58.6658.66355.27469.65683.63660.50469.65355.27683.63柱底M-33.49-10.6668.62-68.6231.97-101.84-55.87-55.11-101.8431.97-55.87N464.68103.3756.94-58.6658.66386.64501.03730.69702.33501.03386.64730.693柱顶M33.4910.66-147.23147.23-108.6178.4955.8755.11178.49-108.655.87N654.63155.13108.7-123.21123.21517.95758.211038.881002.7758.21517.951038.8870 西安工业大学毕业设计(论文)柱底M-33.63-10.69120.46-120.4682.37-152.52-56.09-55.32-152.5282.37-56.09N689.49155.13108.7-123.21123.21549.33789.591085.941044.6789.59549.331085.942柱顶M33.3110.62-143.27147.23-111.9186.0855.5954.84186.08-111.955.59N879.44206.89160.46-189.88189.88723.811118.761394.131345.01118.76723.811394.13柱底M-39.04-12.50175.11-175.11138.63-225.59-65.20-64.35-225.59138.63-65.20N914.30206.89160.46-189.88189.88757.271152.221441.201386.81152.22757.271441.201柱顶M22.8913.83-95.7195.71-70.92128.1544.7346.83128.15-70.9244.73N1104.0258.61212.18-263263888.151435.181748.981686.81435.18888.151748.98柱底M-11.45-6.92451.22-451.22454.95-483.58-22.38-23.43-483.58454.95-22.38N1161.6258.61212.18-263263943.421490.461826.721775.91490.46943.421826.72横向框架B柱弯矩和轴力组合表3.30层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax5柱顶M-51.17-15.75-2.64-97.9997.99-142.7848.30-84.83-83.45-142.78-142.78-84.83N247.2767.156.67-15.6815.68210.26240.83400.96390.73210.26210.26400.9670 西安工业大学毕业设计(论文)柱底M33.3510.398.1565.33-65.3397.38-30.0155.4154.5797.3897.3855.41N282.1367.156.67-15.6815.68241.63272.21448.03432.57241.63241.63448.034柱顶M-24.65-7.8-10.12-169.67169.67-192.17138.69-41.08-40.5-192.17-192.17-41.08N516.95134.1773.69-59.5659.56440.34556.49832.05808.18440.34440.34832.05柱底M28.198.85138.82-138.82164.70-106.0046.9146.22164.70164.7046.91N551.81134.1773.69-59.5659.56471.72587.86879.11850.01471.72471.72879.113柱顶M-28.19-8.85-294.85294.85-316.83258.13-46.91-46.22-316.83-316.83-46.91N786.47201.17140.69-148.97148.97625.89916.381262.91225.4625.89625.891262.9柱底M28.398.91126.36-126.36152.76-93.6347.2446.54152.76152.7647.24N821.33201.17140.69-148.97148.97657.26947.751309.971267.2657.26657.261309.972柱顶M-27.88-8.78-250.47250.47-291.47229.51-46.42-45.75-291.47-291.47-46.42N1056.0268.17207.69-216.08216.08888.721338.161693.761642.6888.72888.721693.76柱底M31.9310.07250.47-250.47295.98-225.053.1852.41295.98295.9853.18N1090.9268.17207.69-216.08216.08922.181371.631740.821684.5922.18922.181740.821M-18.18-5.94-194.9194.9-223.0182.39-30.48-30.13-223.0-223.0-30.4870 西安工业大学毕业设计(论文)柱顶N1325.4335.21274.73-301.08301.081091.161717.412124.542059.81091.161091.162124.54柱底M9.142.97454.78-454.78483.17-462.7715.3115.13483.17483.1715.31N1383.0335.21274.73-301.08301.081146.441772.682202.272128.91146.441146.442202.273.5.7柱端弯矩设计值的调整《抗震规范》规定：一二三级框架的梁柱节点处，除框架顶层和轴压比小于0.15者（具有有梁相近的变形能力外），其它应进行柱端弯矩设计值的调整。1、A柱：第5层，按《抗震规范》，无需调整。第4层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=469.65×103/14.3/6502=0.08<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=501.3×103/14.3/6502=0.08<0.15，无需调整。第3层，同理也无需调整。第2层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=1118.76×103/14.3/6502=0.16>0.15。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=1152.22×103/14.3/6502=0.164>0.15。可知，一、二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）表3.31层次54321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）136.2355.84159.84101.84178.49164.95198.51233.55135.67556.12γREN205.62237469.65501.03758.21789.591118.761152.221435.181490.462、B柱：第5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。横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整表3.3270 西安工业大学毕业设计(论文)层次54321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）148.7297.38192.17164.70316.83176.66315.37319.51245.21555.65γREN210.26241.63440.34471.72625.89657.26888.72922.181091.161146.443.5.8柱端剪力组合和设计值的调整例：第5层：恒载SGk=（M上+M下）/h=-（61.78+33.49）/3.3=-28.87活载SQk=（M上+M下）/h=（-19.29-12.67）/3.3=-9.68地震作用SEk=（M上+M下）/h=（81.32+22.47）/3.3=31.45调整：1.2×（143.22+60.09）/3.6=67.77横向框架A柱剪力组合与调整（KN）表3.33层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]125-28.87-9.68-3.4631.45-31.453.54-65.96-48.65-48.2066.514-20.30-6.00-6.9159.41-59.4141.42-89.87-33.41-32.7690.623-20.34-6.4781.12-81.1265.59-113.68-33.93-33.47118.932-21.92-7.0196.48-96.4880.68-132.54-36.60-36.12149.621-7.31-4.41116.37-116.37118.89-126.96-14.28-14.95157.76同理，横向框架B柱剪力组合与调整（KN）表3.34层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]1270 西安工业大学毕业设计(论文)525.617.923.2749.49-49.4982.48-26.0942.4941.8283.17416.015.055.7593.48-93.48122.56-84.0426.6626.28123.58317.155.38127.64-127.64161.28-120.8028.5328.11170.89218.125.71151.80-151.80201.74-156.1130.1729.74219.8615.811.90138.23-138.23159.64-145.859.749.63182.643.6截面设计3.6.1框架梁混凝土强度等级选用C30，=14.3N/mm2，=1.43N/mm2。纵向受力钢筋选用HRB335,=300N/mm2，箍筋选用HPB235,=210N/mm2。梁的截面尺寸为300mm600mm。=600-35=565mm。承载力抗震调整系数=0.75。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=199.46KN·m支座A：Mmax=286.26KN·m支座Bl：Mmax=273.25KN·m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=7.2/3=2.4m=2400mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=300N/mm2），h0=h-a=600-35=565mm，因为fcmbf，hf，（h0-hf，/2）=14.3×2400×100×（565-100/2）=1767.48KN·m>199.46KN·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）=199.46×106/14.3/2400/5652=0.01870 西安工业大学毕业设计(论文)ξ=1-（1-2αs）1/2=0.018As=ξfcmbf，h0/fy=0.018×14.3×2400×565/300=1164mm2实配钢筋4Ф22，As=1521mm2。ρ=1521/300/565=0.74%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=300×1521/14.3/2400/565=0.024<0.35，符合三级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的4Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1521mm2，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）=[286.26×106-300×1521×(565-35)]/14.3/300/5652=0.061ξ=1-（1-2αs）1/2=0.063可近似取As=M/fy/(h0-a,)=286.26×106/300/（565-35）=1778mm2实配钢筋5Ф22，As=1901mm2。支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=273.25×106/300/（565-35）=1718mm2实配钢筋5Ф22，As=1901mm2。ρ=1901/300/565=1.12%>ρmin=0.3%，又As，/As=1521/1901>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。0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×565=605962.5N>V可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：0.7fcmbh0=0.7×14.3×300×565=169669.5N>V可知，只需按构造配箍。（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：梁端加密区箍筋取双肢Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则0.42fcmbh0+1.25fyvnAsv1h0/s=0.42×14.3×300×565+1.25×210×201×565/100=399900N>182700Nρsv=nAsv1/bs=2×50.3/100/300=0.34%>ρsvmin=0.26fcm/fyv=0.26×1.43/210=0.14%加密区长度取1.5h和0.5m中的较大值，本例取1.0m，非加密区箍筋取双肢Ф8@150。箍筋配置满足构造要求。70 西安工业大学毕业设计(论文)其它梁的配筋计算见下表3.35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A-286.26<0151917785Ф22（1901）0.802.02加密区双肢Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Bl-273.25<0151917185Ф22（1901）AB跨间199.460.01811644Ф22(1519)支座Br-133.30<0151913475Ф22（1901）0.804.8加密区双肢Ф8@80非加密区双肢Ф8@100BC跨间129.150.08912394Ф22(1519)2支座A-286.57<0151918035Ф22（1901）0.622.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl-241.59<0151915195Ф22（1901）AB跨间193.890.01811634Ф22(1519)支座Br-116.30<0151911755Ф22（1901）0.874.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间112.330.07710724Ф22(1519)3支座A-240.59<0151915135Ф22（1901）0.602.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl-274.12<0151917245Ф22（1901AB跨间179.000.01610354Ф22(1519)70 西安工业大学毕业设计(论文)支座Br-133.50<0151913495Ф22（19010.843.80加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间129.5512394Ф22(1519)4支座A-184.06<062811584Ф20(1256)0.541.6加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl-171.51<062810794Ф20(1256)AB跨间91.590.00812564Ф20(1256)支座Br-73.06<09427383Ф20(942)0.853.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间69.66553Ф20(942)5支座A-124.92<06287863Ф20(942)0.351.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl-102.95<06286483Ф20(942)AB跨间2Ф20(628)支座Br-42.77<02Ф22(760)4323Ф20(942)1.132.4加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间25.600.035242Ф22(760)3.6.2框架柱混凝土强度等级选用C30，=14.3N/mm2，=1.43N/mm2。纵向受力钢筋选用HRB335,=300N/mm2，箍筋选用HPB235,=210N/mm2。柱内力控制截面一般取柱上、下端截面，每个截面上有M、N、V。1、柱截面尺寸验算：根据《抗震规范》，对于三级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.970 西安工业大学毕业设计(论文)。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表3.36柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱565061014.3181.6477.63163.84>20.052<0.9465061014.3213.12105.73668.043.3>20.11<0.9365061014.3237.99133.741052.792.92>20.17<0.9265061014.3281.99155.931440.282.96>20.24<0.9170066014.3604.08149.361863.086.13>20.27<0.9B柱565061014.3190.3797.02362.953.22>20.05<0.9465061014.3256.23144.19783.812.91>20.13<0.9365061014.3422.44189.741263.673.65>20.21<0.9265061014.3369.98237.341714.542.56>20.28<0.9170066014.3603.96187.812215.854.87>20.37<0.92、柱正截面承载力计算：先以第2层B柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=293.94KN·m，N=1009.79KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=293.94×106/(1009.79×103)=291.1mm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650/30=21.67mm，故取ea=21.67mm。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，其它层l0=1.25H，所以l0=1.25×3.3=4.125m初始偏心矩：ei=e0+ea=291.1+21.67=312.77mm因为长细比l0/h=4125/650=6.35>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6502/（1009.72×103）=3.0>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.070 西安工业大学毕业设计(论文)得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.352×610/1400/312.77=1.06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=1.06×312.77+650/2-40=616.54mm对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=1009.79×103/14.3/610/660=0.178<ξb=0.55为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)=[1009.79×103×616.54-0.178×(1-0.5×0.178)×14.3×650×6102]/300/(660-40)=360.96(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax=1740.82KN，M=-53.18KN·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=53.18×106/(1740.82×103)=30.55mm初始偏心矩：ei=e0+ea=30.55+21.67=52.22mm长细比l0/h=4125/650=6.35>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6502/（1740.82×103）=1.74>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.352×610/1400/52.22=1.34ηei=1.34×52.22=69.97mm<0.3h0=0.3×610=183mm,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=69.97+650/2-40=354.97mmξ=（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=1740.82KN<ξbfcmbh0=0.550×14.3×610×660=3118.5KN故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.7%，单侧配筋率ρsmin≥0.2%，故As,=As=ρsminbh=0.2%×650×650=845mm2选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/610/660=0.95%>0.7%3、柱斜截面受剪承载力计算：以第1层B柱为例，查表可知：框架柱的弯矩设计值Vc=234.04KN剪跨比λ=4.48>3，取λ=3考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值N=1091.16KN<0.3fcmbh=0.3×14.3×7002/103=2102.1KN故取N=1091.16KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×700×660/(3+1)+0.056×1091.16×10370 西安工业大学毕业设计(论文)=279723.22N>1091160N故该层柱应按构造配置箍筋。柱箍筋加密范围：柱端，取截面高度、柱净高的和500mm三者的最大值；底层柱，柱根不小于柱净高的；当有刚性地面时，除柱端外尚应取刚性地面上下各500mm。三级框架柱：箍筋最大间距采用，（柱根）中较小值；箍筋最小直径：8mm。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=0.06，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=0.06×14.3/210=0.409%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。根据构造要求，取加密区箍筋为4肢Ф10@100，加密区长度取1000mm。加密区的箍筋肢距，三级不宜大于和倍箍筋直径的较大值，至少每隔一根纵向钢筋宜在两个方向有箍筋约束。非加密区应满足箍筋体积配箍率不宜小于加密区的一半，且箍筋间距在三级时不应大于，为纵筋直径。所以应满足s<15d=360mm,故箍筋配置为4Ф10@200。其它各层柱的配筋计算见下表3.37柱A柱层次123截面尺寸700×700650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）-483.58-22.38-225.59-65.20178.49-56.09N（KN）1490.461780.291152.221394.77758.211039.51V（KN）-126.96-132.54-113.68e0（mm）324.4512.57195.7946.75235.4153.96ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.74.1254.1254.1254.125ei（mm）347.7835.9217.4668.42257.0875.63l0/h6.716.716.356.356.356.3570 西安工业大学毕业设计(论文)ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0611.591.081.261.071.23e（mm）678.99367.08519.86371.21560.08378.02ξ0.2260.2690.2030.2460.1340.183计算As=As’（mm2）741.51<0<0845.00<0845.00实配单侧选4Ф18（1018）选4Ф18（1018）选4Ф18（1018）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@200加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@200加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@200柱A柱层次45截面尺寸650×650650×650组合一二一二M（KN·m）159.8457.34136.2386.39N（KN）469.65637.20205.62282.18V（KN）-89.87-65.96e0（mm）340.3489.99662.53306.15ea（mm）21.6721.6721.6721.67l0（m）4.1254.1254.1254.12570 西安工业大学毕业设计(论文)ei（mm）362.01111.66684.2327.82l0/h6.356.356.356.35ξ11.01.01.01.0ξ21.01.01.01.0η1.051.161.031.05e（mm）665.11414.53989.73629.21ξ0.1430.0360.050计算As=As’（mm2）<0845.00475.0752.28实配单侧选4Ф18（1018）选4Ф16（804）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@200加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@200柱B柱层次123截面尺寸700×700650×650650×650组合一二一二一二M（KN·m）483.1715.31295.9853.18-316.8347.24N（KN）1146.442141.79922.181680.34625.891249.49V（KN）159.64201.74161.28e0（mm）421.457.15320.9631.65506.2137.81ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.74.1254.1254.1254.12570 西安工业大学毕业设计(论文)ei（mm）444.7830.48342.6353.32527.8859.48l0/h6.716.716.356.356.356.35ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.051.6961.0511.3301.0331.295e（mm）777.02361.69645.10355.92830.30362.03ξ0.1740.3240.1630.110计算As=As’（mm2）1065.12980.00450.77845.00904.19845.00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@200加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@200加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@200柱B柱层次45截面尺寸650×650650×650组合一二一二M（KN·m）-192.1746.91-142.7853.17N（KN）440.34818.63210.26387.55V（KN）122.5682.48e0（mm）436.4157.30408.3544.9970 西安工业大学毕业设计(论文)ea（mm）21.6721.6721.6721.67l0（m）4.1254.1254.1254.125ei（mm）458.0878.97430.0266.66l0/h6.356.356.356.35ξ11.01.01.01.0ξ21.01.01.01.0η1.0381.2221.0311.201e（mm）760.49381.50728.35365.06ξ0.0780.1440.084计算As=As’（mm2）442.22845.00379.29845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@200加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@200三、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算：三、四级抗震等级的框架结构不需要进行抗震验算。3.7楼板设计3.7.1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。3.7.2设计参数1.双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：70 西安工业大学毕业设计(论文)2.设计荷载：（1）、对于1-4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5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/m23.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/24.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。3.7.3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+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=Pul012（3l02-l01）/12对于1-4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=6.04m1M2=m2l01/2+m2l01/4=3.25m2/2+3.25m2/4=2.44m2=2.44*0.25m1=0.61m1M1I=M1II=-2m1l02=-2m1×6.85=-13.7m1（支座总弯矩取绝对值计算）70 西安工业大学毕业设计(论文)M2I=M2II=-2m2l01=-2m2×3.25=-6.5m2=-1.62m1将以上数据代入公式2M1u+2M2u+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=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=111.77m1=2.54KN·mm2=0.25×2.54=0.64KN·mm1I=0，m1II=（-2）×2.54=-5.08KN·m（和E的M1II相等）m2I=0，m2II=（-2）×0.64=-1.28KN·m（和F的M2II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）（1-4层楼面）表3.38区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.886.85M16.04m15.88m16.38m13.38m16.33m16.02m1M20.61m10.73m10.39m10.39m10.39m10.62m1M1I-13.7m1-13.7m1-13.8m1-7.8m1-13.7m1-13.7m1M1II-13.7m1-13.7m1-13.8m1-7.8m1-13.7m1-13.7m1M2I-1.62m1-1.95m1-1.05m1-1.05m1-1.05m1-1.65m1M2II-1.62m1-1.95m1-1.05m1-1.05m1-1.05m1-1.65m1m12.543.130.930.821.042.41m20.640.780.230.210.260.60m1I00-1.86-2.1-2.1-4.82M1II-5.08-6.26-1.86-2.1-2.10M2I0-1.56-0.46-0.420-1.20m2II-1.28-1.56-0.46-0.42-0.52-1.20同理，对5层屋面，有下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（5层屋面）表3.3970 西安工业大学毕业设计(论文)区格ABCDEFl01（m）3.253.902.102.102.103.30l02（m）6.856.856.903.906.856.85M16.04m15.88m16.38m13.38m16.33m16.02m1M20.61m10.73m10.39m10.39m10.39m10.62m1M1I-13.7m1-13.7m1-13.8m1-7.8m1-13.7m1-13.7m1M1II-13.7m1-13.7m1-13.8m1-7.8m1-13.7m1-13.7m1M2I-1.62m1-1.95m1-1.05m1-1.05m1-1.05m1-1.65m1M2II-1.62m1-1.95m1-1.05m1-1.05m1-1.05m1-1.65m1m13.213.961.171.041.322.97m20.810.990.290.260.330.74m1I00-2.35-2.08-2.64-5.94M1II-6.42-7.92-2.35-2.08-2.640M2I0-1.98-0.58-0.520-1.48m2II-1.62-1.98-0.58-0.52-0.66-1.483.7.4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。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=168mm2配筋φ8@200，实有As=50.3×1000/200=251mm2对于1-4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3.40项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格l1方向1002.541688φ@20025170 西安工业大学毕业设计(论文)l2方向900.6448.378φ@300168B区格l1方向1003.13207.018φ@200251l2方向900.7858.968φ@300168C区格l1方向1000.9361.518φ@300168l2方向900.2317.388φ@300168D区格l1方向1000.8254.23Φ8@300168l2方向900.2115.87Φ8@300168E区格l1方向1001.0468.78Φ8@300168l2方向900.2619.65Φ8@300168F区格l1方向1002.41159.4φ8@200251l2方向900.6045.35Φ8@300168支座A-E100-5.08335.98φ8@100503A-F100-1.2884.66Φ8@300168F-F100-2.113.89φ8@300168E-F100-4.82318.78φ8@100503C-F100-1.86123.02φ8@300168B-D100-6.26414.02φ8@100503C-D100-0.4630.42Φ8@300168B-F100-1.56103.17Φ8@300168C-C100-0.4630.42Φ8@300168C-E100-0.5234.39Φ8@300168同理，对于5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3.41项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）70 西安工业大学毕业设计(论文)跨中A区格l1方向1003.21212.30φ8@200251l2方向900.8161.23φ8@300168B区格l1方向1003.96261.91φ8@150283.00l2方向900.9974.83φ8@300168C区格l1方向1001.1777.38φ8@300168l2方向900.2921.92φ8@300168D区格l1方向1001.0468.79φ8@300168l2方向900.2619.65φ8@300168E区格l1方向1001.3287.31φ8@300168l2方向900.3324.95φ8@300168F区格l1方向1002.97196.43φ8@200251l2方向900.7455.94φ8@300168支座A-F100-1.62107.15φ8@300168A-E100-6.42424.61φ8@100503F-F100-2.64174.66φ8@200251E-F100-5.944392.98φ8@100503C-D100-2.35155.47φ8@200251B-D100-7.92523.84φ10@100785C-F100-0.5838.37φ8@300168B-F100-1.98130.96φ8@300168C-C100-0.5838.37φ8@300168C-E100-0.6643.66φ8@3001683.8楼梯设计70 西安工业大学毕业设计(论文)3.8.1设计参数1.楼梯结构平面布置图：2.层高3.6m，踏步尺寸150mm×300mm，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。3.8.2楼梯板计算板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894设板厚h=100mm，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0.10×25/0.894=2.80板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小计6.04活荷载2.0荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=6.04×1.2+2.0×1.4=10.05KN/m2.截面设计：70 西安工业大学毕业设计(论文)板水平计算跨度ln=3.0m弯矩设计值M=pln2/10=10.05×3.02/10=9.05KN·mh0=100-20=80mmαs=M/（fcmbh02）=9.05×106/9.6/1000/802=0.147rs=0.160As=M/（rsfyh0）=9.05×106/0.160/210/80=586mm2选Φ10@110,实有As=714mm2分布筋Φ8，每级踏步下一根。3.8.3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：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0.10×25=2.5板底抹灰0.02×17=0.34小计3.49活荷载2.0荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=3.49×1.2+1.4×2.0=6.99KN/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=6.99×2.062/10=2.97KN·mh0=100-20=80mmαs=M/（fcmbh02）=2.97×106/9.6/1000/802=0.048rs=0.049As=M/（rsfyh0）=2.97×106/0。049/210/80=180mm2选Φ6@140,实有As=202mm2分布筋Φ6，每级踏步下一根。3.8.4平台梁计算设平台梁截面b=200mmh=350mm70 西安工业大学毕业设计(论文)1、荷载计算：平台梁的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载梁自重0.2×（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3.49×2.06/2=3.6梯段板传来6.04×3.0/2=9.06小计14.25活荷载2.0×（3.0/2+2.06/2）=5.06荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=14.25×1.2+5.06×1.4=24.18KN/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=24.18×4.162/8=52.31KN·mV=pln/2=24.18×（4.2-0.24）/2=47.88KN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）=52.31×106/9.6/550/3152=0.10rs=0.11As=M/（rsfyh0）=52.31×106/0.11/210/315=872mm2选3Φ20,实有As=941mm23.斜截面受剪承载力计算：配置箍筋Φ6@200,则Vcs=0.7fcmbh0=0.7×1.1×200×315=48510N>47880N满足要求。3.9基础设计3.9.1基础选型多层框架结构的基础，一般有柱下独立基础、条形基础、十字基础、片筏基础，必要时也可采用箱形基础或桩基等。70 西安工业大学毕业设计(论文)基础类型的选择，取决于现场的工程地质条件、上部结构荷载的大小、上部结构对地基不均匀沉降及倾斜的敏感程度以及施工条件等因素，还应进行必要的技术经济比较。综上考虑，本设计采用现浇柱下钢筋混凝土独立基础和联合基础，混凝土强度等级用C25，钢筋用I级钢筋。取柱A,D进行独立基础的设计，取柱B和柱C进行联合基础设计。根据室内外高差0.45m，基础顶面到室外地坪0.65m，选取基础高度为0.75m，砾石层作为持力层，取，。3.9.2内柱基础设计（联合基础）1.确定基顶荷载(联合基础)（1）由基础梁传来的恒载设计值基础梁自重25×0.20×0.35×（7.2+2.4+7.2×2-0.7×4）×0.5=18.55KN墙重5.5×0.24×（16.8-0.6×5）×（7.2+2.4-0.7×2）×0.5=74.69合计93.24KNNb=1.2×93.24=111.89KNMb=111.89×0.23=25.73KN٠m(2)由柱传来的荷载设计值第一组：（Nmax与相应的M和V）M1c=15.31KN٠mN1c=2141.79KNV1c=9.74KN第二组：（Mmax与相应的N和V）M2c=452.97KN٠mN2c=1285.46KNV2c=159.64KN故作用于基底的荷载设计值：第一组：M1c=15.31+25.73+9.74×0.75=58.69KN٠mN1c=2141.79+111.89=2253.68KNV1c=9.74KN第二组：M2c=452.97+25.73+159.64×0.75=496.35KN٠mN2c=1285.46+111.89=1474.08KNV2c=159.64KN2.初估基底截面面积和基础高度（联合基础）（1）地基承载力设计值计算设基础埋深1.4m，，，ŋb=0，，则地基承载力设计值：式中：f—地基承载力设计值fk—地基承载力标准值ŋb、ŋd—分别为基础宽度、深度的承载力修正系数γ，γm—分别为基地下土的重度、基底以上的加权平均重度b—基础底面宽度70 西安工业大学毕业设计(论文)d—基础埋置深度（2）基底底面积估算先按轴心受压估算基底面积：取取初步确定基础高度为1.2m，设为两阶基础，每阶高0.6m。基础下设100mmC15混凝土垫层。3.地基承载力验算（联合基础）100mm垫层重则作用在基底的压力为：（1）（2）（3）持力层验算地基承载力满足要求。4.基础高度验算（联合基础）70 西安工业大学毕业设计(论文)两组不利内力设计值在基底产生的净反力：柱与基础交接处的冲切强度验算：冲切荷载当时，，当时，。因此当时，C30混凝土，，，则满足要求。基础变阶处的冲切验算：冲切荷载当时，，当时，。因此当时，C30混凝土，，，则70 西安工业大学毕业设计(论文)满足要求。5.底板板筋（联合基础）柱边及变阶处基础底面净反力计算;第一组荷载;第二组荷载;柱边弯矩计算：长边截面：，，，=47=49.53短边截面：=136.16=226.84基础受力筋选用HPB235(fy=210N/mm2)(1)长方向钢筋面积：每米宽度内配筋选配(2)短方向钢筋面积：70 西安工业大学毕业设计(论文)每米宽度内配筋选配3.9.3.外柱基础设计（独立基础）1.确定基顶荷载（1）由基础梁传来的恒载设计值基础梁自重25×0.20×0.35×（7.2+2.4+7.2-0.7×3）×0.5=12.86KN墙重5.5×0.24×（16.8-0.6×5）×（7.2+2.4-0.7×2）×0.5=74.69KN合计87.55KNNb=1.2×87.55=105.06KNMb=105.06×0.23=24.16KN٠m(2)由框架柱传来的荷载设计值第一组：（Nmax与相应的M和V）M1A=-22.38KN٠mN1A=1780.29KNV1A=-14.28KN第二组：（Mmax与相应的N和V）M2A=-483.58KN٠mN2A=1490.46KNV2A=126.96KN故作用于基顶的荷载设计值：第一组：M1A=-22.38+24.16+13.11×0.75=56.37KN٠mN1A=1780.29+105.06=1885.35KNV1A=-13.11KN第二组：M2A=-483.58+24.16+126.96×0.75=602.96KN٠mN2A=1490.46+105.06=1595.52KNV2A=-126.96KN外柱基础埋深同内柱基础埋深。2.确定基底尺寸：①先按轴心受压计算A">N/(f-γGd)=1885.35/(274.06-20×1.4)=7.67m2,考虑偏心对基础的影响，将预估面积适当增大1.3，故基础底面尺寸为3.0m×3.2m②验算Mmax内力组的最大基地反力Pmax及平均基底反力PPmax=1595.52/(3.0×3.2)+602.96/(3.0×3.22×1/6)+20×1.4=295.01KN/m2<1.2×298.1=357.73KN/m2Pmin=1595.52/(3.0×3.2)-602.96/(3.0×3.22×1/6)+20×1.4=93.63KN/m2>0Pm=(Pmax+Pmin)/2=194.32KN/m2ac+h0=350/2+700=875mm,故应进行抗冲切验算。柱边抗冲切力：70 西安工业大学毕业设计(论文)[Fl]=0.7ftbmh0=0.7×(450+450+700×2)×0.5×850=596.7KN柱边处基底的冲切力：∵b/2=3000/2=1500mm>bc+h0=350/2+700=875mm,Fl=305.42×[（3.2/2-0.45/2-0.70）×3.0=151.18KN<[Fl]=596.7KN抗冲切足够，分两阶，h1=350h2=400mm，变阶处可不进行抗冲切验算。4.计算基底配筋（1）沿弯矩作用方向的基底钢筋柱边截面：基底中心净反力：Pn,m=1885.35/(3.0×3.2)=286.64KN/m2柱边截面处的净反力:Pn,І=286.64+[(305.42-267.86)/2]×0.45/2.7=289.77KN/m2故柱边截面以外基底的平均净反力:Pn,Іm=(305.42+289.77)/2=297.60KN/m2柱边截面处:MІ=297.60×(3.2-0.45)2×(2×3.0+0.45)/24=254.24KN·mAsI=254.24×106/0.9×210×700=1582.56mm2变阶处截面（a1=ac+2h2=350+400×2=1150mm,b1=1150mm)变阶处截面净反力:Pn,ц=286.64+[(305.42-267.86)/2]×1.15/3.2=296.03KN/m2故变阶截面以外基底的平均净反力:Pn,цm=(296.03+305.42)/2=300.73KN/m2Mц=300.73×(3.2-1.15)2×(2×3.0+1.15)/24=113.04KN·mAsц=113.04×106/0.9×210×400=1495.26mm2选用16ǿ12﹫170，As=1808mm²>1582.56mm²（可）（2）沿垂直于弯矩作用方向的基底钢筋柱边截面：MІII=286.64×(3.0-0.45)2×(2×3.2+0.45)/24=127.34KN·mAsIII=127.34×106/0.9×210×740=802.09mm2变阶截面处：MIV=286.64×(3.0-1.15)2×(2×3.2+1.15)/24=16.33KN·mAsIV=16.33×106/0.9×210×390=221.54mm2选用12ǿ10﹫150，As=942mm²>802.09mm²（可）70 西安工业大学毕业设计(论文)致谢经过将近四个月的忙碌，本次毕业设计已经接近尾声。作为一个本科生，由于实践经验的匮乏，我的毕业设计难免有很多考虑不周的地方，如果没有指导老师的督促指导和一起做毕业设计的同学们的支持，这次设计是很难完成的。在这里首先要感谢老师长期以来对我的悉心指导，在整个设计过程中老师都非常耐心、仔细的给于我无数次的指导，使我的设计能够一步步完善。其次要感谢和我一起做设计的各位同学和舍友，他们也给于我了无数的帮助，帮助我克服了许多困难来完成此次的毕业设计。同时也感谢大学四年来所有的老师，为我能打下土木专业知识的基础。最后，再次感谢毕业设计过程中指导过的我的各位老师，并向评阅我的毕业设计的各位老师致以我最诚挚的感谢！70 西安工业大学毕业设计(论文)参考文献[1]沈蒲生、毕业设计指南.北京：高等教育出版社，2007.1[2]董军、张伟郁、顾建平.土木工程专业毕业设计指南.北京：中国水利水电出版社2002[3]陆可人、欧晓星.房屋建筑学与城市规划导论.南京：东南大学出版社，2002.2[4]赵明华、徐学燕.基础工程.北京：高等教育出版社，2003[5]白国良、刘明.荷载与结构设计方法.北京：高等教育出版社，2003.8[6]王社良、抗震结构设计.武汉：武汉理工大学出版社，2007.7[7]吴培明、混凝土结构.武汉：武汉理工大学出版社，2003.5[8]熊丹安、《混凝土结构设计》．武汉：武汉理工大学出版社，2006.1.第一版[9]《建筑结构可靠度统一标准》GB50068—2001，中国建筑工业出版社，2001.11[10]《建筑结构荷载规范》GB5009—2001，中国建筑工业出版社，2002.2[11]《建筑抗震设计规范》GB50011—2001，中国建筑工业出版社，2001.11[12]《混凝土结构设计规范》GB50010—2002，中国建筑工业出版社，2002.3[13]建筑构造通用图集（88J1—1，工程做法），北京市建筑设计标准化办公室，2000.4[14]《建筑设计防火规范》GB50016-2006[15]《房屋建筑制图统一标准》GB/T50001-2001[16]GWinter.DesignofConcreteStructures,1979[17]ChenSuwen．LiGuoqiang,SunFeifei.AnalysisoflateralLoadCapacityforReinforcedConcreteFrameStructures,BuildingStructures,2006,36(2):6-10[18]CaiJian．ZhouJing．FangXiaodan.ComparisonofSeismicandAbroadseismicDesignCodes,BuildingStructures,2006,36(2):1-670'