【毕业设计】多层住宅楼计算书毕业设计

'第1章工程概况和建筑设计1.1工程概况项目名称：多层住宅楼B建筑建设地点：XXXXX建筑功能：住宅楼建筑规模：总面积3561.3m2,主体建筑六层，层高2.8米。抗震设防要求：场地地震设防烈度7度，抗震等级三级。1・2建筑设计说明1.2.1建筑设计说明建筑设计是在总体要求前提下，根据任务书的要求综合考虑基地环境，使用功能结构施工，材料设备，建筑经济及建筑艺术等问题。着手解决建筑物内部各种使用功能和使用空间的合理安排，建筑与周围环境，与各种外部条件的协调配合内部和外表的艺术效果。各个细部的构造方式等。创造出及科学乂实用的生活环境。建筑设计在整个工程设计中起着主导和先行的作用，除考虑上述各种要求外，还应考虑建筑与结构，建筑与结构，建筑与各种设备等相关技术的综合协调，以及如何以更少的材料，劳动力，投资和事件来实现各种要求，使建筑物做到美观，经济，适用。建筑设计包括总体设计和个体设计两部分。1.2.2具体建筑方案该建筑东西方向长54.3m,南北方向长12m。地面以上建筑总高度为19m,根据设计要求，木次设计分两个单元，一梯两户，分大中小户型，大户型面积为130m2,户型为三室两厅两卫。中户型面积为90m2,户型为两室两厅二卫，中户型面积为70m2,户型为两室两厅一卫。1.2.3建筑设计做法墙体做法：外墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，外墙厚240mm,米黄色乳胶粉 刷外墙面，水泥粉刷内墙面，内墙为蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，厚120mmo双面白色乳胶漆粉刷。不上人屋面做法：红色英红瓦，20厚1:3水泥砂浆隔离保护层，60厚挤塑板保温层，1.5厚HY高分子聚乙烯丙纶复合防水卷材两道，20厚1:3水泥砂浆找平，刷素水泥浆一道。100厚现浇钢筋混凝土板。楼面做法：水泥砂浆楼面现浇钢筋混凝土楼板，刷素水泥浆一道（内掺建筑胶）20厚1:2.5水泥砂浆压实抹光楼梯做法：楼梯采用混凝土板式楼梯。1.2.4材料选用墙体：外墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，其尺寸240mmx115mmx115mm门：木门，y=0.4KN/m3活荷载：不上人屋面活荷载标准值0.5KN/m2楼面活荷载标准值2KN/m? 第2章结构布置与计算简图2.1结构选型结构共6层，小棚层层高为2.2米，阁楼层层高0.400米，其它层层高皆为2.8米。外墙釆用24011UH的加气碗砌块，内墙填充墙采用120mm的加气碗砌块。门为木门，窗为铝合金窗，楼盖及屋盖采用钢筋混凝土结构。2.1.1主梁截面尺寸主梁的截面高度按〃15~〃10进行估算,/=4.2m,/?=280420mm,匸2.4m,方二160~240mm,Z=3.9m,力二260390nini,故横梁均取/?=400mm,b=（l/3、l/2）x/z=133、200nmb故取Z?二250mm,纵梁中，/=4.5m,A=300"450mm,故取/?=400nim, /=5.7m,/?二380〜570mm,故取〃二450mm,故纵梁取/?=400mm,//-150mm,b二（l/3~l/2）x力二150、250伽故取b二250mm2.1.2次梁截面尺寸次梁的截面高度按〃18〜〃12进行估算，1=4.3m,力二23旷358mm,1=2.5m,力二139〜208mm,1=5.7m,力二317~475mm,取〃二300mm,b二（1/3、1/2）二100、150mm,取b二200mm,加400mm,b二（1/3~1/2）x〃=133~200mm,取b二200mm,2・13楼板尺寸楼板厚度按〃35〜〃40进行估算，/=4.2m,A=105^120mm,1-2.4m,h-6068nmi,1=3.9m,h=98112nini,故边跨板力二100mm,中跨板/?=800mm,2.1・4柱截面尺寸由本次设计资料可知，该框架结构抗震等级为三级，其轴压比为［"」=0.9各层的重力荷载代表值近似取14KN/m2由图可知边柱和中柱的负荷面积分别为3.6X2.1nf和3.3X3.6nf由此可得第一层柱截面面积为边柱7厂=1.3x3.6x2.1xl4x6xl000=641455mm20.9x14.3中柱％］厂=1.25X33X3.6X14X6X1000=969231mm20.9x14.3若取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别为254mm和311mmo根据上述计算结果本次柱截面尺寸设计为400mmX400mmo 结构布置图如图2.1 (EI5C(JA>C12CO3K€<]2灿4200划)2W4200I5CO I2CO 图2.1结构布置图2.2计算简图本工程采用独立基础，基础的埋深为1.3m,基础高度取为0.6m,整体框架计算简 图如图2.2所示。取顶层柱的形心线作为轴线，1〜6层柱高度取为层高2.8m。底层标高从基础顶面取至板顶，取九=2.20+0.60+1.30-0.6=3.50m。计算简图见图2.2。现取8轴一棍框架，即图2.2(a)框架作为计算对彖进行线刚度计算。图2.2横向框架计算简图 0.90kN/m220x0.03=0.60kN/m220x0.02=0.40kN/m20.32x0.06=0.02kN/m20.01kN/m220x0.02=0.40kN/m225x0.1=2.50kN/m24.83kN/m220x0.025=0.50kN/m20.32x0.06=0.02kN/m20.01kN/m220x0.025=0.50kN/m23.7x0.06=0.22kN/m2重力荷载及重力荷载代表值的计算3.1重力荷载标准值的计算3.1.1屋面及楼面的永久荷载标准值1）屋面（不上人）屋面1红色英红瓦30厚1:3水泥砂浆卧瓦层20厚1：3水泥砂浆隔离保护层60厚挤塑板保温层1.5厚I1Y高分子聚乙烯丙纶复合防水卷材二道20厚1:3水泥砂浆找平100厚钢筋混凝土板合计屋面225厚1：2.5水泥砂浆保护层60厚挤塑保温层1.5厚11Y高分子聚乙烯丙纶复合防水卷材二道25厚1：3水泥砂浆找平层 1:8水泥膨胀珍珠岩找坡2%,最薄处60 100厚现浇钢筋混凝土屋面板25x0.1=2.50kN/m2合计3.75kN/m2屋面31.5厚HY高分子聚乙烯丙纶复合防水卷材二道0.01kN/m220厚1:3水泥砂浆找平20x0.02=0.40kN/m240厚现喷聚氨酯硬质泡沫保温层0.55x0.04=0.22kN/m220厚1:3水泥砂浆找平20x0.02=0.40kN/m2100厚钢筋混凝土板25x0.1=2.50kN/m2合计3.53kN/m22)小棚层楼面20厚磨光石材板0.02x28=0.56kN/m220厚水泥砂浆找平层20x0.02=0.40kN/m2100(80)厚钢筋混凝土板25x0.1(0.08)=2.50(2.00)kN/m25厚水泥砂浆找平层20x0.02=0.40kN/m240厚聚苯板保温层0.5x0.04=0.02kN/m210厚水泥石灰膏砂浆抹灰17x0.01=0.17kN/m2吊顶0.25kN/m2合计4.60(4.10)kN/m23)标准层楼面20厚磨光石材板0.02x28=0.56kN/m2 20厚水泥砂浆找平层100(80)厚钢筋混凝土板20厚水泥石灰膏抹灰吊顶20x0.02=0.40kN/m225x0.1(0.08)=2.50(2.00)kN/m217x0.02=0.34kN/m20.25kN/m2合计4)卫生间楼面10厚防滑地面砖，砖背面刮水泥浆粘贴,稀水泥浆擦缝4.35(3.85)kN/m2100(80)厚现浇钢筋混凝土楼板25x0.1(0.08)=2.50(2.00)kN/m2最薄20厚1：3水泥砂浆找平层兼找坡层20x0.025=0.50kN/m21.5厚聚氨酯防水层两道0.01kN/m230厚1：3干硬性水泥砂浆结合层表面撒水泥粉20x0.03=0.60kN/m216厚水泥石灰膏砂浆17x0.016=0.27kN/m20.65kN/m2合计4.53(4.03)kN/m23.1.2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(阁楼、楼梯：2.0kN/m2)屋面雪荷载标准值»=从-5o=O.8xl.25xO.4=O.4kN/m2式中：为屋面积雪荷载分布系数，考虑风荷载的影响，取=0.8x1.25=1.0施工或检修集屮荷载取为1.0kN/m2o3.1.3梁、柱、墙、窗、门重力荷载标准值的计算 表3.1梁的重力荷载标准值层次构件b/mh/va7Pg(kN/m)linG为Gi小棚层纵梁10.250.4525.001.052.955.44116.071013.51纵梁20.250.4025.001.052.63183.601481.95横梁0.250.4025.001.052.63155.021406.93次梁10.200.4025.001.052」05.84112.26次梁20.200.3025.001.051.5861.14196.30柱子0.400.4025.001」05.573.50701481.621481.621〜6层纵梁10.250.4525.001.052.955.44116.071013.51纵梁20.250.4025.001.052.63183.601481.95横梁0.250.4025.001.052.63155.021406.93次梁10.200.4025.001.052.105.84112.26次梁20.200.3025.001.051.5861.14196.30柱子0.400.4025.001.105.572.80681060.531060.53.屋顶层纵梁10.250.4525.001.052.955.44116.07861.64纵梁20.250.4025.001.052.63183.601481.95横梁0.250.4025.001.052.63138.521363.62柱子1（阁楼）0.450.4525.001」05.570.403475.82530.4柱子20.400.4025.001.105.572.4034454.58 （阁楼）注：1・表中0为考虑梁、柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数；g表示单位长度构件的自重。2.梁长度取净长，柱长度取层高。2.1.4内墙及外墙的永久荷载标准值1）外墙（加气混凝土砌块墙）外墙体为240mm厚的加气混凝土砌块（7.5kN/m3）,墙底部砌三皮灰砂砖，顶部斜砌两皮灰砂砖，故外墙面具体做法:3厚外加剂专用砂浆底面刮糙20x0.003=0.06kN/m29厚1：1.6水泥石灰膏砂浆扫毛17x0.009=0.15kN/m26厚1:2.5水泥防水砂浆找平层20x0.006=0.12kN/m2喷高级外墙漆二遍合计0.33kN/m2240加气混凝土砌块7.5x0.24=1.8kN/m2240灰砂砖18x0.24=4.32kN/m22）内墙（1）卫生间墙3厚外加剂专用砂浆抹基面刮糙20X0.003=0.06kN/m28厚1：1.6水泥石灰膏砂浆扫毛17X0.008=0.14kN/n?6厚1:0.5：2.5水泥石灰膏砂浆找平17X0.006=0.10kN/m21.5厚聚合物水泥基复合防水涂料防水层0.0015X20=0.03kN/m2 贴瓷砖墙面（包括水泥粗砂打底）4厚强力胶粉泥粘结层5厚釉面砖白水泥擦缝。0.50kN/m2 合计0.29+0.83=1.12kN/m2（2）楼梯间墙聚合物水泥砂浆修补墙面20厚胶粉聚苯颗粒保温浆料2.5x0.02=0.05kN/m25厚聚合物抗裂砂浆（压入一道玻纤网格布）20x0.005=0.10kN/m2涂料面层合计0.29+0.15=0.44kN/m2（3）其它房间墙内墙体为120mm厚的加气混凝土砌块，墙底部砌三皮灰砂砖，顶部斜砌两皮灰砂砖，故内墙单墙面具体做法:聚合物水泥砂浆修补墙面3厚外加剂专用砂浆抹基面刮糙20x0.003=0.06kN/m28厚1：1.6水泥石灰膏砂浆扫毛17x0.008=0.14kN/m25厚1：0.5：2.5水泥石灰膏砂浆找平17x0.005=0.09kN/m2封底漆一道，刷白色乳胶漆二遍合计0.29x2=0.58kN/nr120加气混凝土砌块7.5x0.12=0.9kN/m2120灰砂砖18x0.12=2.16kN/m2故综上所述，内外墙线荷载计算如下:外墙：(0.33+0.29+1.8)x2.1+(0.33+0.29+4.32)x0.3=6.56kN/m内墙（卫生间）:(1.12+0.9)x2.1+(l.12+2.16)x0.3=5.23kN/m（楼梯间）:(0.44+1.8)x2.1+(0.44+4.32)x0.3=6.13kN/m（分户墙）:(0.58+1.8)x2.1+(0.58+4.32)x0.3=6.47kN/m（其余墙）:(0.58+0.9)x2.14-(0.58+2」6)x0.3=3.93kN/m外墙混凝土砌块部分单位面积重力荷载为0.33+0.29+1.8=2.42kN/n?,灰砂砖 部分为0.33+0.29+4.32=4.94kN/n?。内墙体除分户墙为240mm厚外均为120墙，其中：内墙（卫生间）混凝土砌块部分单位面积重力荷载为0.83+0.29+0.9=2.02kN/m2,灰砂砖部分为0.83+0.29+2.16=3.28kN/m2。内墙（分户墙）混凝土砌块部分单位面积重力荷载为0.29+0.29+1.8=2.38kN/n?,灰砂砖部分为0.29+0.29+4.32=4.9kN/n?。3.1.5木门单位面积重力荷载为OFkN/mS铝合金门及铝合金窗单位面积重力荷载为0.4kN/m2o2.2重力荷载代表值的计算重力荷载代表值取结构和构配件自重标准值和各可变荷载组合之和，各层的重力荷载代表值G,取各楼层标高上下各楼层的一半。重力荷载代表值：(3.1)3.2.1永久荷载标准值一.小棚层永久荷载标准值小棚层层高为3.4m,—层层高为2.8m,故取计算高度为(2.8+3.5)/2=3.15m1.楼板重：板面积(80mm)：(4.2+3.0+4.3-0.25-0.25-0.13x2)x(2.4-0.12)+(4.2・0.13-0.125)x(43-0.13-0.125)-(2.1+43)x0.2+[(2.5+33+3.3-0.13-0.25-0.25-0.13)x(2.4-0.12)+(2.5・0.125-0.13)x(4.2-0.13-0.125-0.2)]x2+[(4.3+3.3-0.13-0.13-0.25)x(2.4-0.12)+(4.3x4.2)]x3=l96.7m2板容重：4」kN/m2故80厚板重为4.1x196.7=588.13kN板面积(100mm)： (4.2-0.13-0.125+3-0.125-0.125)x(4.2-0.13-0.19)+(4.2+3+5.7-0.25x2-0.13-0.125)x(3.9-0.13・0.19)+(4.2xl.5+5.7xl.5)+[(3.3+3.3・0.125・0.25・0.125)x(4.2-0.13-0.19)+(3.9+3.3+3.3-0.25x2-0.125x2)x(3.9-0.19-0.13)+3.9x1.5]x2+[(3.3-0.125x2)x(4.2-0.13-0.19)+(4.5+4.5-0.25-0.25)x(3.9-0.13-0.19)+4.5xl.5]x3=360.19m2板容重：4.6kN/m2故100厚板重为4.6x360.19=1257.06kN1.梁柱重：1013.51+0.5x(1481.62+1060.53)=2284.59kN2.墙身重：1)标准层墙身：其外墙(240)重计算如下窗洞面积：S=2Ax1.4x4+1.5x1.4x4+0.9x1.2x2+1.2x1.4x2=25.68m2门洞面积：5=3x2.4+1.8x2.4x6=33.12m2墙身面积：围墙灰砂砖部分：[(54.3+10.5-0.45x35)x2-3-1.8x6]x0.3=26.34m2围墙砌块部分：(54.3+10.5-0.45x35)x2x2.8-25.68-33」2・26.34=199.34m2故外墙身总重为:25.68x0.6+33.12x0.6+26.34x4.32+199.34x1.8=507.88kN其内墙重计算如下门洞面积：1.2x1.6x3+0.9x2.1x17+1x2.1x6+0.8x2.1x13=72.33m2墙身长度：a.分户墙(240)部分：3.5x3+9.14x2=2&78mb.楼梯间墙(120)部分：(3.58x2+0.92x2+1.14x2)x3=33.84mc・卫生间墙(120)部分：(2.4x2+2x2)x6+(2.2x2+2.1x2)x4=87.2md.其余墙(120)部分： (3・58x2+2.1+2・6x2+3.28x2)+(3.58+2.4+0.4x2+3.28)x2+(3・58+2.4+0・3+l・46+3・28)x3=74.2m故内墙身总重为：28.78x6.47+33.84x6.13+87.2x5.23+74.2x3.93+(0.9x17+1x6+0.8x13+1.2x3)x0.7x0.9+72.3x0.6=1206.93kN故标准层墙体总重为:507.88+1206.93=1714.81kN2)小棚层墙身：外墙(240)：窗洞面积：5=0.6x0.8x14+1.5x0.8x17+1.2x0.8x10=36.72m2墙身面积：围墙灰砂砖部分:[(54.3+10.5-0.45x35)x2]x0.3=30.48m2围墙砌块部分:(54.3+10.5-0.45x35)x2x2.2-36.72-30.48=156.32m2故外墙身总重为：36.72x0.6+30.48x4.32+156.32x1.8=435.08kN内墙(120)：门洞面积:1.2x1.6x3+0.8x1.8x36+1.5x2.1x3=67.05m2墙身长度：内墙(120)：4.02x9+3.72x14+(27.3-0.45x13-11x0.8)+(27.3-0.45x11-0.8x11-2.56x3)+(1.68+1.12+2.61+3.6x2+1.08+44)x2+1.36x3=148.24m楼梯间墙(240)：[(7.62・L65・0.8)x2+1.84+0.74]x3=38.76m分户墙(240)：(9.94・0.8)x2=l8.28m故内墙身总重为：67.05x0.2+148.24x3.93+3&76x6.13=833.59kN故小棚层墙身总重为：435.08+833.59=1268.67kN综上所述GK1=588.13+1257.06+2284.59+1714.81x0.5+1268.67=6255.86kN二~五层永久荷载标准值Ga: 计算高度可取标准层的层高2.8m1.楼板重：(80mm)：板面积：196.7板容重：3.85kN/m2故80厚板重为196.7x3.85=588.13kN(100mm)：板面积：360.19m2板容重：4.35kN/m2故100厚板重为360.19x4.35=1257.06kN2.梁柱重：1013.51+1060.53=2074.04kN3.墙身重标准层内外墙身总重为1714.81kN4.楼梯间楼梯间容重估取为10kN/m2,故其重量为3xl0x6.6x2.8=554.4kN综上所述Gk2=588.13+1257.06+2074.04+1714.81+554.4=6188.44kN三•阁楼层永久荷载标准值GK6:将屋顶重力荷载均加至Gk6上，故Gk6计算如下：1阁楼层：楼板重：(80mm)：板面积：196.7板容重：3.85kN/m2故80厚板重为196.7x3.85=588」3kN (100mm)：板面积：360.19m2板容重：4.35kN/m2故100厚板重为360.19x4.35=1257.06kN故阁楼楼板重为588.13+1257.06=1845.19kN2屋顶：屋顶板面积：(49.174-54.54)x5.87x0.5x2+10.74x3.71x0.5x2=648.62m2屋顶板容重：4.83kN/m2故屋顶板重为：4.83x648.62=3132.83kN3梁柱重：阁楼层：1013.51+1060.53x0.5=1543.78kN屋顶层：861.64+530.4=1392.04kN4墙重：对于阁楼层，只有240外墙。故墙重为(54.34-10.5)x2x0.4x(1.8+0.33)=110.42kN综述GK6=0.5x1714.81+1845.19+3132.83+1543・78+1392.04+110.42=8382.47kN3.2.2可变荷载组合值标准层套内面积计算：S=(16.03+l1.39+3.99+3.66+50.73+4.15+14.82+10.53)+(28.05+11.45+3.37+4.20+12.38)x2+(2.92+4.33+12.38+3.69+15.91+37.99)x3=465.86n?阁楼层套内面积计算：S^=54.3x10.5-0.64x3=568.23m2屋面面积：648.62m2活荷载计算：Gki=2x465.86=931.72kN=Gk2=Gk3=Gk4=Gk5 阁楼层：Gk阁=568.23x2=1136.46kN屋面：由于屋面活荷载不参与组合，故只考虑雪荷载。基本雪压为0.4kN/m2,屋面坡角为26.6°,故由《建筑荷载结构规范621》(2006年版)可知，府0.8,又由于考虑风向的影响，故取1.25/Zr=1.0o故$屋=0.4x64&62x1.0=259.45kNo 各层的重力荷载代表值：Ge产Gki+》Pei0ki=6255.86+O.5x931.72=6721.72kNGe2=Gk2+Z炸20k2=6188.44+0.5x931.72=6654.30kNGe3=Gk3+Y炸30K3=6188.44+0.5x931.72=6654.30kNGe尸Gk4+5%&k4=618&44+0.5x931.72=6654.30kNGe5=Gk5+〈％50k5=618&44+0.5x931.72=6654.30kNGe6=Gk5+》Pe50k5=6188.44+0.5x931.72=6654.30kNGe7=Gk6+5炸60K6=8382.47+O.5x(259.45+1136.46)=9080.43kN算的结果见图3」所示。•Ge7=9080.43KN•Gf6=6654・30KN•Ge5=6654・30KN•Ge4=6砧4.30KN.Ge3=6654.30KN•Ge2=6654.30KN•Gei=6721.72KNEoos〔 图3.1各个楼层处的重力荷载代表值横向框架侧移刚度的计算1.1各轴线梁的线刚度计算计算梁线刚度吋考虑到现浇板的作用，一边有楼板的梁截面惯性矩取/=1.5/0,两边有楼板的梁截而惯性矩取为1=21°,其中厶为按矩形截面计算的梁截面惯性矩。各轴线梁的线刚度计算如下表4.1：表4.1横梁的线刚度计算类别轴线范围£/(N/mm)bXh/(mm)Z>/mm11/mmEJO/11.5£7o//2.0氏To//横梁A〜B3.0X10*250X4001.333X1093900.001.O25X1O101.538X1O102.051X1O10B〜C3.0X10"250X4001.333X1092400.001.666X10：°2.499X1O103.333X1O10C〜D3.0X10*250X4001.333X1094200.009.521X10°1.428X1O101.9O4X1O101.2各轴线柱的抗侧移刚度计算 4.2.1柱的线刚度计算见下表4.2.1：表4.2.1柱线刚度计算 层次he(mm)Ec/(N/mm2)/o/mm4EJo/hc(Nmm)小棚层35003.0x10°400x4003.42x1O"，2.7x10"2〜5层28003.0xl04400x400342x1()93.66x10“注：表屮人为各结构层层高。4.2.2柱的抗侧移刚度D的计算根据梁柱线刚度比K不同，该建筑的柱可分为中框架边柱和中柱、边框架中柱和边柱，楼梯间柱等。现以小棚层A・1柱的抗侧刚度计算为例，说明计算过程，其余柱的计算过程从略，计算结果分别见表4.3、4.4。A-1柱的抗侧刚度计算：计算简图如图4.2.1ii=O12=1.538ic=2.7图4.2.1A-1柱抗侧移刚度计算简图0+1.5382.77=0.5700.5+K0.5+0.57a=—2+K~2+0.57=0.41617/I9v97x1O10Z),^c^^0.416x34oq2^1659.52N/mm小棚层柱抗侧移刚度其余计算过程如下表 4.2.2小棚层中框架柱侧移刚度轴号ic■112Ka个数DUD边柱A轴2.7X10：°02.OSlxlO100.7600.45612144871.260D轴2.7X10：°01.9O4X1O100.7050.4469106049.400546971.349中柱B轴2.7X10：。2.O51X1O103.333x10"1.9940.6249148643.069C轴2.7X10：°3.333xlO101.9O4xlO,01.9400.6199147407.6204.2.3小棚层边框架柱侧移刚度轴号ic■112Ka个数DED边柱A轴2.7X10:o01.538X1O100.5700.416222019.214103665.579D轴2.7X10:o01.428X1O100.5290.407221521.753屮柱B轴2.7X10：°1.538X1O102.499X10"°1.4950.571230196.175C轴2.7X10：。2.499xlO101.428X1O101.4540.566229928.437 4.2.4小棚层楼梯间框架柱侧移刚度轴号■7112Ka个数DEDB轴2.7X1O102.051X1O103.3X10：°1.9940.624699095.45,11,19轴2.7X1O1002.1X1O：O0.7600.456336217.8295319.7C轴2.7X10"1.428X10"°3.3X10：°1.7630.601695441.2D轴2.7X1O1001.4X10°0.5290.407664565.3注：表中各线刚度i单位均为N-mmo故小棚层柱抗侧移刚度为：J7Z?-546971.349+103665.579+295319.679=945956.607N•mmo标准层柱抗侧移刚度计算如下：计算简图如图4.2.2所示，■h2isic=3.66i4图422标准层柱抗侧移刚度计算简图故标准层柱抗侧移刚度为：为0=675153.401+116689.282+366563.072二1158405.755Nmmo4.2.9横向框架层间侧移刚度（N/mm） 层次小棚层123456ED945956.61158405.81158405.81158405.81158405.81158405.81158405.8框架的规则性判断：由表格429可知，小棚层跟住户一层侧移刚度之比为工Di/0)2=945956・607/1158405.755=0.817>0.7,故该框架为规则框架。第5章横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算5.1地震作用下框架结构的内力和侧移计算5丄1横向自振周期计算根据所给定条件可知，本建筑抗震设防烈度七度，设计基本地震加速度值O.lg,属设计地震第一组，建筑场地类型属H类，特征周期0.35SO结构顶点的假想侧移由式k=i(5.1)(△Q—sG，(5.2)尸In舛=工（△町k(5.3)k=l其中ij表示i层第j根柱子，共s根。Gi为各质点的重力荷载，劣为将各楼层重力荷载当作水平力所产生的楼层水平位移。各楼层的重力荷载已计算出，将各楼层的重力荷载当作水平力所产生的楼层剪力及楼层水平位移为：«2=G】2=9080.43kN Aw12=^2/Z)12=9080.43/l158405.755=0.0078401汗严G"+Gh=9080.43+6654.30=15734.73kN△如］产15734.73/1158405.755=0.01358m按同样方法依次求得各楼层的侧移，计算的结果如下表5.1。计算基本周期按式T严L7叭扳(5.4)其中况t以m为单位,取0［二0.8,则:T、=1.7x0.7x70.1822=0.508s表5.1结构顶点的假想侧移的计算层次Gj/kN/kN工Z)i/(N/mm)△%/mm/mm79080.439080.431158405.7557.839182.15366654.3015734.731158405.75513.583174.314L06654.3022389.031158405.75519.327160.73146654.3029043.331158405.75525.072141.40436654.3035697.631158405.75530.816116.33226654.3042351.931158405.75536.56185.516 6721.7249073.65945956.6074&9555.1.2水平地震作用及楼层地震剪力计算本设计中结构高度不超过40m,质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切为主,故可用底部剪力法计算水平地震作用。结构总水平地震作用的标准值：Geq=0.85工q=0.85x49073.65=41712.60kN该设计的场地类别为n类，设计地震分组为第一组，故查表（抗规5.1.4）可知特征周期7；=0.35s根据抗规（5.1.5）57；=5x0.35s=1.75s,T^AXGj(抗规5.2.5)(5.9)j=F本结构为7度设防，又基本周期为7；=0.508s,故可查得地震剪力系数为久=0.016。各层剪重比验算如下：7r,,=2121.12^>Az=0.016x49073.65=785kN./=!7K,,2=2040」HkN>入ZGj=0.016x39993.22=640kN 7=1894.05^>AZG.=0.016x33338.92=533kNJ=3=1681.94^>久fG,=0.016x26684.62=427kNJ=4=1403・83kN>AYG.=0.016x20030.32=320kNJ=57匕(=1174.74^>2Z=0.016x13376.02=214kN戶67Vekl=914.49^>2zG.=0.016x6721.72=108kN7=7由计算可以看出，各层的剪重比验算均满足要求。5丄5水平地震作用下框架内力计算（8轴）计算水平地震力作用下框架内力时，可以将水平地震作用力按柱的抗侧刚度分配给每根柱子，其计算结果见表5.4。表5.4各层各柱的剪力分配层次hi/mFi/kNSDi(N/mm)A柱B柱C柱D柱DFDFDFDF72.8649.71158405.812261.06.8823741.713.3123363.813.1011563.66.4962.8410.11158405.812261.04.3423741.7&4023363.88.2711563.64.0952.8344.11158405.812261.03.6423741.77.0523363.86.9411563.63.4342.8278.11158405.812261.02.9423741.75.7023363.85.6111563.62.7832.8212.11158405.812261.02.2523741.74.3523363.84.2811563.62.1222.8146.11158405.812261.01.5523741.72.9923363.82.9511563.61.4613.580.9945956.612072.01.0316515.91.411637&61.4011783.31.01 水平左震作用下框架的荷载图、柱轴力图、梁端剪力图及弯矩图如图5.2、5.3、5.4.5.5所示。6.496.8813.3113.104.348.408.274.693.647.656.943.432.945.705.612.782.254.354.282.121.552.992.951.461.031.411.401.01图5.2水平左震作用下荷载示意图（单位：kN）图5.3水平左震作用下轴力图（单位：kN•m）25.7-17.7L尸-16.543.3嘖5-52849.61-41.0厶24.4•37.7-38.835.7-0貲-50.3/43.761.1十56.3455.2一嘴.7第-20.562■23.47.626.91$52,27图5.4水平左震作用下男力图（单位：kN）图5.5水平左震作用下弯矩图（单位：kN）水平右震作用下框架的荷载图、轴力图、梁端剪力图及弯矩图如图5.6、5.7、5.8. 5.9所示。3.642.2513.3113.108.408.277.656.945.705.614.354.282.992.95J.41J.406.886.494.344.693.432.782.121.461.551.031.01777/777/777图5.6水平右震作用下荷载示意图（单位：kN）图5.7水平右震作用下轴力图（单位：kN-m） 11-14.317.019.4-19.4-28.032.12323.7//2&8图5.816.6-29.434-920.8-35.343.824-150.8-39.514.5-28.818.6-34.621.2-38.7-13.516.1-1&423.356.71&1-44.126.556.925.537.0水平右震作用下剪力图（单位：kN）2212..323.52653238丿24195.810621.3522-43.3-25.6117.650.3.•2&321.9I・55・2-29.2?-52.5・35・7-49.6-50.538.852.8-67.826.011一168.1・57.525.161.0-35.962.1-24.416.541.041.4-55.2-26.9盘・1220.6■47.6-45.6；-60.648.353.258.2-27.524.652.148.7--56.8-34.723.21-58.073.072.661.6图5.9水平右震作用下弯矩图（单位：kN）5.2横向风荷载作用下框架结构内力和侧移的计算521风荷载标准值1・确定体形系数“s（5」0）风荷载标准值按式W=0Z“S“zWo计算，基木风压=0.55kN/m2,由荷载规范：//s=0.8（迎风画和“$二-0.5（背风面）2.计算各层的风压高度系数，见表5.5。 2.计算风振系数：此建筑物高度小于30m,不考虑风振系数。3.取房屋纵向长度54.3m为负载宽度，由公式q=BsJ3屮屮2（5.11）可得沿房屋高度的分布风荷载标准值为尸54.3x0.55x0虫虫严29.865心化根据各楼层标高处的高度H查取"z，代入上式可得各层标高处的q，如下表5.5所zjO表5.5风荷载的计算表层次M/m"zA=0-8k=0・5q(kN/m)q-i(kN/m)8201.2529.8651&666719.61.2429.62618.516616.81.1828.19317.6205141.11226.56816.605411.21.03424.70415.4403&4123.89214.93325.6123.89214.93312.8123.89214.933q沿房屋高度的分布图如下图5.10(a)所示：框架结构分析时，应按经静力等效原理将图5.5(a)的分布风荷载转换为节点集中荷载，如图5」0(b)所示。具体计算过程如下：Fi=(23.892+14.933)x(2.8+2.8)/2=108.71kNF2=(23.892+14.933)x(2.8+2.8)/2=108.71kNF3=(23.892+14.933)x(2.8+2.8)/2=108.71kN7^=(24.704+15.44)x(2.8+2.8)/2=l12.40kNF5=(26.568+16.605)x(2.8+2.8)/2=120.88kNF6=(28.193+17.62)x(2.8+2.8)/2=12&28kN F7=(29.865+18.666+29・626+18・516)x0.4x0・5+[(29.626+28.193)/2+29.626]xl.4x0.5+[(18.516+17.62)/2+18.516]xl.4x0.5=85.92kNa)风荷载沿房屋高度的分布(b)等效结点集中风荷载图5.10框架上的风荷载522风荷载作用下水平位移的验算根据所求得的总的水平风荷载，由式齐=沐(5.12)k=计算层间剪力，再按式匕二£你(△“)二V./±D•肿=(5.13)k=]j=]y=l计算岀各层的相对侧移和绝对侧移，计算过程见下表5.6所示。表5.6风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算层次(kN)曲/kN工£/(N/mm)△“i/mm“i/mm/?,/mm%785.9285.921158405.7550.0742.80628001/378386128.28214.21158405.7550.1852.73228001/15135 F*0120.88335.081158405.7550.2892.54728001/96894112.4447.481158405.7550.3862.25828001/72543108.7556.181158405.7550.4801.87228001/5833210&7664.881158405.7550.5741.39228001/48781108.7773.58945956.6070.8180.81835001/4279由表可知，风荷载作用下框架的最大层间位移角为1/4279<1/550,满足规范的要求。2.2.3风荷载作用下框架结构内力计算仍取8轴线作为计算的横向框架，8轴线各柱所分担荷载按该柱刚度分配所得，其结果如卜表5.7所不：表5.78轴线各层所受风荷载层次A/mR/kNEDx(N/mm)A柱B柱C柱D柱DFDFDFDF72.885.91158405.812261.00.9123741.71.7623363.81.7311563.60.8662.812&31158405.812261.01.3623741.72.6323363.82.5911563.61.2852.8120.91158405.812261.01.2823741.72.4823363.82.4411563.61.2142.8112.41158405.812261.01.1923741.72.3023363.82.2711563.61.1232.8108.71158405.812261.01.1523741.72.2323363.82.1911563.61.0922.810&71158405.812261.01.1523741.782.2323363.82.1911563.61.0913.5108.7945956.612072.61.3916515.91.901637&61.8811783.31,358轴线框架在风荷载作用下的计算简图，水平左风作用下框架的荷载示意图、轴力图、梁端剪力图及弯矩图分别如图5.1k5.12、5.13、5.14所示。 0.911.761.730.861.362.632.甲1.281.282.482.441.211.192.302.271.121.152.232.191.091.152.232.191.091.391.901.881.35^77Z2T✓/图5」1等效结点集中风荷载（单位:kN）图5.12水平左风作用下轴力图（单位：kN・m） 矩图、5.17、厂6.911.761.730.861.362.632.59L281.282.482.441.211.192.302.27L12152.232.191.091.152.232.191.091.39L901.881.357/Z图5.13水平左风作用下剪力图（单位：kN）图5.14水平左风作用下弯矩图（单位：kN）水平右风作用下框架的荷载示意图、弯梁端剪力图及柱轴力图分别如图5.15.5」6、5.18所示。 图5.15水平右风作用下荷载示意图（单位：kN）图5.16水平右风作用下轴力图（单位：kN-m）图5.17水平右风作用下剪力图（单位：kN）图5.18水平右风作用下弯矩图（单位：kN） 荷载直接传给纵横主分，纵横主梁以集中横向框架，作用于各向框架梁的屮心线和合，因此在框架节点力矩。6.1.2荷载的计算第6章竖向荷载作用下框架结构的内力计算6」横向框架竖向荷载的计算6.1.1计算单元取8轴线框架进行计算，计算单元如图6」所示。由于房间内不布置次梁，故楼面、、、梁，如图阴影部荷载的形式传给§节点上。由于纵、，：柱的屮心线不重旱i上还作用有集中CSJL、B3300 —>—6600 1）恒载的计算1.对于屋顶层：如代表横梁自重，为均布荷载，$2代表梁上墙重，为均布荷载，他=01+$2=2.63kN/m4x4.83+2.63x3.3=23.86kN集中力矩:045-025M.=P}xe}=23.86X=2.386kN-m045-025M2=p2xe2=45.38x…？一=4.538kN•m045-025M.=£x®=45.38x-=4.06kN•m2045-025MA=P4xe4=23.86x-=2.386kNm2各层梁上作用的恒载分布如图6.2所示:Q3q5q4P1P2P3P4miiirnqoMiM2MaM43900■2400/420010500ABC1〈D〉图6.2各层梁上作用的恒载1.对于顶层（即第6层）：如代表横梁自重，为均布荷载，的代表梁上墙重，为均布荷载,q}=2.63kN/mq2=6.47/2.4x0.4=0412+6.47=0412kN/m如、偽为两边的房间传给横梁的梯形荷载:q3=1.65x2x3.24=10.69kN/mq4=1.65x2x3.24=10.69kN/m 兔为两边的房间传给横梁的三角形荷载:=1.2x2x4.53=10.87kN/m鬥、P2、P3、凡、分别为边纵梁直接传给柱的荷载，它包括梁自重、楼板重，梁上墙重等的重力荷载，PAp2/V、/V分别为考虑柱重之后的集中荷载。P]=3・3xl・65x3・24+(2・63+0.412)x3・3=27・68kNPif=27.68+5.57x0.4=29.91kNP2=3・3xL65x3・24+2・63x3・3+(3・3+0・9)xl・2x4・53=49・15kNP2-49.15+5.57x2.35=62.24kNP3=3.3x1.65x3.24+2.63x3.3+(33+0.9)x1.2x4.53=49.15kNP3f=49.15+5.57x2.5=63.08kNP4=3.3xl.65x3.24+(2.63+0.412)x3.3=27.68kNP4-27.68+5.57x0.4=29.9lkN集中力矩:045-025=£x弓=27.68x2=2.768kN-m045-025M2=P2xe2=49」5x—=4.915kNmM,=P3xe3=49.15x°°"；°3=49i5kN・m045-025M4=P4xe4=27.68x-—=2.768kN-m1.对其余层,如代表横梁自重，为均布荷载，％代表梁上墙重，为均布荷载,q、=2.63kN/mq2=6.47kN/m故^0=2.63+6.47=9.1kN/m%、务为两边的房间传给横梁的梯形荷载：%=1.65x2x3.24=10.69kN/mq4=1.65x2x3.24=10.69kN/m兔为两边的房间传给横梁的三角形荷载：q5=1.2x2x4.53=10.87kN/m P、、B、Px凡、分别为边纵梁直接传给柱的荷载，它包括梁自重、楼板重，梁上墙重等的重力荷载，PAP2心、巴‘分别为考虑柱重之后的集中荷载。Fi=3.3xl.65x3.24+2.63x3.3=26.32kN/7=26.32+5.57><2.8=41.92kNP2=3.3x1.65x3.24+2.63x3.3+(3.3+0.9)x1.2x4.53=49.15kNP2-49.15+5.57x2.8=64.75kNP3=3.3xl.65x3.24+2.63x3.3+(3.3+0.9)xl.2x4.53=49.15kNP3,=49.15+5.57x2.8=64.75kNP4=3.3xl.65x3.24+2.63x3.3=26.32kNP4-26.32+5.57x2.8=41.92kN集中力矩：0.45—0.25tM{=P{xe{=26.32x=2.632kN•m2045-025M2=P2xe2=49.15x=4.915kNm045-025M3=P3xe3=49.15x-=4.915kNm0.45—0.25小M4=P4xe4=26.32x=2.632kN•m2)活荷载计算活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布(1)对于屋顶层：梯形荷载：=1.65x0.5x2=1.65kN/mq4=1.65x2x0.5=1.65kN/m三角形荷载：q5=1.2x2x0.5=1.2kN/m集中荷载： Pi=3.3xl.65xxO.5=1.57kNP2=3.3x1.65x2^3xO.5+1.35x3・3xO・5=3・8OkNP3=3.3xl.65x』l3xO.5+1.05x3.3x0.5=3.30kNP4=3.3xL65x2LLx0.5=1.57kN3集中力矩：.,门,__0.45—0.25-=P[xel=1.57x=0」57kN・m2045-025=£x^2=3.80x=0.38kNmDaq0.45—0.25介nT=3.3x=0.33kNmAf4=L57x（），45~025=0J57kN-m同理，在屋面雪载作用2梯形荷载：仏=1.65x0.4x2=1.32kN/m么=1.65x0.4x2=1.32kN/m均布荷载：q5=1.2X2X0.4=0.96kN/m集中荷载：Pi=3.3xl.65xxO.4=1.26kNP2=3.3xl.65xxO.4+1.35x3.3x0.4=3.04kNP3=3.3x1.65x2^3xO.4+1・05x3・3x0・4=2・65kNP4=33x1-65xTxO.4=1.26kN集中力矩: -0.45-0.25tM}=人xq=1.26x=0」26kN-m045-025M2=^xe2=3.04x-~=0.304kNm0.45-0.25ry/-XT=P3xe3=2.65x=0.265kN•m2045-025二&x勺二1.26x~~=0」26kN-m各层梁上作用的活载分布如图6.2所示：A"B)"O*D图6.3各层梁上作用的活载(2)对于阁楼层、标准层、小棚层：如、务为两边的房间传给横梁的梯形荷载：q3—1.65x2x2.0=6.6kN/m=1.65x2x2.0=6.6kN/m兔为两边的房间传给横梁的三角形荷载：q5=1.2X2x2.0=4.8kN/m集中荷载：戸、P2、巴、巴、分别为边纵梁直接传给柱的荷载，它包括楼板活荷载。Pi=3.3xi.65x2.0=10.89kNP2=3.3x1.65x2.0+(3.3+0.9)xl・2x2.0=20.97kNP3=3.3xi.65x2.0+(334-0.9)x1.2x2.0=20.97kNP4=3.3xl.65x2.0=10.89kN 集屮力矩:045-025Mi=£x弓=10.89x=1.089kN-m045-025M2=^xe2=20.97x-=2.097kN-mA/3=20.97x0<45-°25=2.097kN-mM4=P4xe4=10.89x0.45—0.252=1.089kN-m2.2竖向荷载作用下内力计算实际计算屮采用PKPM来求得竖向荷载作用下梁柱的内力内力计算包括弯矩、剪力、轴力的计算，下面分别求解。621梁端弯矩和柱端弯矩的计算1.恒载作用下荷载简图见图6.4o 图6.4恒载作用下的荷载简图 2•活载作用卜的荷载简图见图6.5o12图6.5活载作用下的荷载简图 3.恒载活载作用下计算所得结构的弯矩图分别见图6.6、6.7。图6.5恒载作用下梁柱的弯矩图（单位:kNm）图6.7活载作用下梁柱的弯矩图（单位：kN・m）622梁端剪力和柱轴力的计算1•恒载作用下梁柱的剪力图及柱的轴力图见下图6.8和6.9所示：其中柱的轴力图中柱底轴力要加上各层柱的自重，二到六层柱自重为15.6RN,小棚层柱自重为19.50kNo 注：剪力方向以顺时针转动为正，轴力以受拉为正。 ?067265厶0226521670厶9厶91528-201507■厶2?7823801000D2厶0700J7864S05522260376097027165-407245■2?4619-578291839853557777^^7777-图6.8恒载作用下梁柱的剪力图（单位：kN）图6.9恒载作用下梁柱的轴力图（单位：kN）1.活载作用下梁柱的剪力图及柱的轴力图见下图6.10、6.11所示： 注：剪力方向以顺吋针转动为正，轴力以受拉为正 图」06活载作用下梁柱的剪力图（单位：kN）图6•门活载作用下梁柱的轴力图（单位：kN）第7章内力组合 结构的抗震等级可根据结构类型、地震烈度、房屋高度等因素，由规范查得。根据规范可知本工程的框架为三级抗震等级。7.1框架梁内力组合本设计考虑七种组合，即组合1:1.2Sgk+1.26(Sqk+Swk)组合2：1.0Sgk+1.4Swk组合3：1.2(Sgk+0.5Sqk)+1.3Sek组合4：1.0(Sgk+0.5Sqk)+1.3Sek组合5：沧[1.35Sgk+1・4(0.7Sqk+0.6Swk)]组合6：沧[1.2Sgk+1・4Sqk]组合7：1.2Sgk+L4Swk其中Sgk、Sqk、Swk、Sek分别表不怛荷载、活荷载、风荷载及地震荷载的标准值。根据上述几种组合，结合梁柱的控制截面进行内力的计算。其中梁的控制截面位于梁端柱边及最大弯矩处，柱的控制截面在柱底和柱顶。梁的每一层有7个控制截面，1,2,3,4,5,6,7,&9o其中2、5和8为跨中最大弯矩处，横向框架8轴线的控制截面如图所示，梁内力组合具体见表7」。表中恒载与活载均需要调幅。对于恒载的调幅，梁端弯矩乘以0.8,设梁两端调幅值分别为a和b,则跨屮弯矩相应下降(a+b)/2o对于活载的调幅，在进行完类似恒载的调幅之后，跨中弯矩还要乘以1.1以考虑最不利布置的影响。 图7」横向框架7轴线的梁柱控制截面7.2框架柱内力组合1.取每层柱顶和柱底两个控制截面，仍按如下七方式进行内力组合：组合1:1・2Sgk+1・26(Sqk+Swk)组合2：1.0Sgk+L4Swk组合3：1.2(Sgk+0.5Sqk)+1.3Sek组合4：1.0(Sgk+0.5Sqk)+1.3Sek组合5：沧[1.35Sgk+1・4(0.7Sqk+0.6Swk)]组合6：沧[1.2Sgk+1・4Sqk]组合7:1.2Sgk+1.4Swk其中在考虑地震作用效应时，取屋面为雪荷载进行组合。2.由于柱是偏心受力构件，且一般采用对称配筋，故应从上述组合中求岀下列最不利内力：(1)|见』及相应的N(2)Nm及相应M(3)Nmax及相应的M。3.现以轴线A・8(A)柱、轴线B・8(B)柱为例说明内力组合的具体情况。其组合结果A柱见表7.2、7.3、7.4,B柱见表7.5、7.6、7.7。在强柱弱梁调整中，顶层不需调整，轴压比＜0.15楼层不调整。现就A柱、B柱六层及以下层是否需要调整进行求证：A柱:负荷面积5A=1.95x(l.15+1.15)=6.4m2六层荷载：F=14x5ax2=14x6.4x2=179.2kN则An179.2X10314.3x450x450=0.062<0.15,故六层A柱不需要调整。五层荷载：Fl14xSax3=14x6.4x3=268.8kN 故五层A柱不需要调整。四层荷载：Fl14xSax4=14x6.4x4=35&4kN则“严-L=358.4x10，=0」24>0.15,故四层A柱不需要调整。JfcA14.3x450x450三层荷载：Fa=14xSax5=14x6.4x5=448kN■T=448X10-=0155>Q15fcA14.3x450x450故三层及以下层A柱需要调整。B柱:负荷面积Sb=(1.65+1.65)x(1.95+1.2)=10.4m2六层荷载：F=14xSax2=14x10.4x2=291.2kN则^覚隸爲“旧"故八层B柱不需要调整。五层荷载：Fa=14xSax3=14x10.4x3=436.8kN则"咅=143xZ450=0151>0-15，故五层及以下层B柱需耍调整。 第8章截面设计8.1框架梁本结构各层框架梁均釆用C30的混凝土，其设计强度：/c=14.3N/nw?,f{=1.43N/mm2。钢筋选用HRB400,fy=360N/mm2,箍筋也选用HRB400,/y=360N/mm2o以8轴为例计算如下。主梁bx/尸250x400mm,部分bx〃=250x450mm,次梁bx/?=200><300mm,部分bx〃=200x400mm,保护层厚度均为25mm。450高的梁截面有效高度/?0=450-35=415mm,400高的梁/?o=4OO-35=365mmo8.1.1正截面设计计算梁下部受拉时，按T形截面设计；梁上部受拉吋，按矩形截面计算。计算公式：1、T形截面翼缘计算宽度的计算：(1)按计算跨度考虑时^=/0/3(2)按梁间距考虑b^b+Sd(3)按翼缘厚度考虑hQ=h-a&9h//h0与0.1的大小比较梁内纵向钢筋采用HRB400级钢筋(fy=fy=360N/mm2),厶=0.518。判断截面类型:fcb^h0-^)>M为第一类T形截面，若小于则为第二类T形截面。计算公式："s—,7(8.1)§=1-J1-2逐(8.2)A尸如却JX(83)2、矩形截面计算公式同T形截而。梁最小纵筋配筋率跨中为/?min=0.20%(>0.4Vt^=0.17%),支座处为pmin=0.25%(>0.55/； /A-0.22%)o450高的梁最小配筋数量为：跨中：Js=p^bh=0.20%x250x450=225mm2支座：As=p^bh=0.25%x250x450=281mm2400高的梁最小配筋数量为：跨中：4=pminbh=0.20%x250x400=200mm2支座：Js==0.25%x250x400=250mm23、现以底层横向框架梁AB的计算为例，说明计算方法和过程，其它层梁的配筋计算结果见表格8.1、8.2。表&1框架梁纵向钢筋计算表梁截面〃(kN•m)调整后Mb/b[-(mm)ho(mm)5二小棚ABA76.1859.522503650.125B左66.7255.182503650.116跨中23.9223.9213003650.010小棚BCB右73.785&822503650.123C左73.1158.842503650.124跨中5.85.88003650.004小棚CDC右6&957.182503650.120D74.525&152503650.122跨中29.429.414003650.011一层ABA6&2268.062503650.143B左60.9850.822503650.107跨中21.5621.5613003650.009一层BCB右72.2964.272503650.135 C左6&9960.672503650.127跨中9.499.498003650.006C右46.8735.602503650.075一层CDD66.2851.792503650.109跨中6.686.6814003650.003阁楼层ABA12.855.132503650.011B左15.8411.132503650.023跨中10.810.813003650.004阁楼层悬挑1B右2.121.712503650.004阁楼层悬挑2C左2.16-0.85250365-0.002阁楼层CDC右19.915.132503650.032D17.4616.192503650.034跨中181814003650.007续表:梁截面g4“Xmin=P/n勿?/(nrn?)实配钢筋V(mm2)小棚ABA0.134308501.002502业14+1016(509)B左0.123308464.462503014(461)跨中0.010—182.932002#14(308)小棚BCB右0.132308495.092502#14+1&16(509) C左0.132308495.322502014+1016(509)跨中0.004—44.222002#14(308)小棚CDC右0.128308481.342502014+1016(509)D0.131308489.492502曲4+1016(509)跨中0.011—224.992002#14(308)一层ABA0.155308572.892502#14+1&18(562)B左0.113308427.742503-14(461)跨中0.009—164.802002#14(308)一层BCB右0.146308540.992502&14+1&18(562)C左0.137308510.652502014+述16(509)跨中0.006—79.882002#14(308)一层CDC右0.078308299.642502#14(308)D0.115308435.972502#14(308)跨中0.003—56.232002#14(308)阁楼层ABA0.01130843.212502#14(308)B左0.02430893.682502业14(308)跨中0.00430882.372002014(308)阁楼层悬挑1B右0.00430814.392502#14(308)阁楼层悬挑2C左-0.002308-7.172502014(308)阁楼层CDC右0.032308127.372502014(308)D0.035308136.252502014(308)跨中0.007308137.452002#14(308) 表&2框架梁箍筋数量计算表层次截面N0.2^c/cM/kNAv/s=(/reFO.42E)/(1.25弘)梁端加密区实配钢筋（去/s）小棚层AB81.49261>y^V-0.42双肢©8@100(100.6)BC89.75261>y^V-0.42双肢ft8@100(100.6)CD80.22261>y^V-0.42双肢#8©100(100.6)1层AB左76.9261>rREr-0.42双肢@8@100(100.6)BC87.04261>-0.42双肢@8@100(100.6)CD58261>y^V-0.42双肢业8@100(100.6)屋顶层A左70.92261>-0.42双肢#8©100(100.6)B23.73261>3-0.42双肢#8@100 (100.6)c24.02261>-0.42双肢©8@100(100.6)CD41.5261>rREK-0.42双肢#8©100(100.6)续表:层次截面非加密区加密区长度(mm)实配钢筋(Psv%)小棚层AB左双肢#8@150(0.402)600BC双肢#80150(0.402)600CD双肢#80150(0.402)6001层AB双肢&8@150(0.402)600BC双肢#80150(0.402)600CD双肢#80150(0.402)600屋顶层AB双肢业8@150(0.402)600B双肢&8@150(0.402)600C双肢#80150(0.402)600CD双肢业8@150(0.402)600(1)AB梁的正截面受弯承载力的计算从前表中选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算到边缘控制截面的弯矩进行配筋计算：支座弯矩(7仏取值参考抗规5.4.2)=76.2/0.75-5&1/0.85x(0.4-0.25/2)=79.39kN・m=0.75x79.39=59.54kNm Mb=66.72/0.75-3.03/0.85x0.45/2=88」6kN•mFreMb=88.16x0.75=66.12kN•m跨间弯矩取控制截面，即A/max=23.92kNmo梁下部受拉时，按T形截面设计；梁上部受拉时，按矩形截面设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时：加=//3=3.9/3=1.3m=1300mm按梁间距考虑：b^=b+sn=250+3280=3530mm按翼缘厚度考虑时：/?0=h-a^=400-35=365mmh；/%=100/365=0.274>0.1,此种情况不起控制作用。故取b；=1300mm。梁内纵向钢筋采用HRB400级钢m.fy=fy=360N/mm2),爲=0.518,下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为：%@优(人一兀/2)=1.0x14.3x1300x100x(365-100/2)=585.59kN・m>23.92kN・m屈第一类T形截而=0.010M_23.92x10°加—10x14.3x1300x3652§=2a,=0.01A=gaJcbAo//y=0.01x1.0x14.3x1300x365/360=188.48mm2实配2&14(/J.=308mm2),p=—=———=0.31%>0.25%,满足要求。""hh250x400将下部跨间的2»14钢筋深入支座负弯矩作用下的受压钢筋(£.=308mn?),再计算相应的受拉钢筋&,即支座A上部:a_59.54x106-360x308x(365-35)_00]s_1.0xl4.3x250x3652_*2/71§==0.01<^=0.205说明&有富裕，且达不到屈服，可近似取 59.54X106A=="•小八2_=501.18mm2伽-/)360x(365-35)实取2014+1016(&=509.1mm2)。"為"509%>0.25%,满足要求。..TM4…66.12X106匕“2支悭B上咅E4=—==556.57mnr•/；(力0—久)360x(365-35)实配2&14+1#18(/I=562.5mm2),p=5625=0.56%>0.25%,满足要求。5250x400由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2002河知，梁端纵向受拉钢筋的最大配筋率为2.5%,而p=%"=0.56%<2.5%,故满足要求。250x415上下钢筋面积比=—=0.82>0.3,满足要求。4562.58.1.2梁斜截面受剪承载力计算AB跨/=81.49<0.2/3Jcbh.=0.2x14.3x250x365=260.98kN(混凝土规范11.3.3)故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取双肢»8@100,箍筋用HRB400级钢筋(/yv=360N/mm2),(抗规5.3.3)贝lj：0.42Cbh.+1.25f4^/?=0.42x1.43x250x365+1.25x360x^^x36510"s100=250kN>81.49kN加密区长度取max(1.5力b，500)=600mm,取为600mm。加密区篩筋最大间距为min(Ab/4,8d,150)=100mm,故取S=100mm。非加密区取双肢&8@150,箍筋设置满足要求。BC跨yREr=89.75<0.2必％=0.2x14.3x250x365=260.98kN故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取双肢电8@100,箍筋用HRB400级钢筋(/yv=360N/mm2),贝山 =250kN>122.21kN加密区长度取max（1.5力b，500）=600mm,取为600mm。加密区篩筋最大间距为min（Ab/4,8d,150）=100mm,故取S=100mm。非加密区取双肢&8@150,箍筋设置满足要求CD跨/REr=80.2109.89kN加密区长度取max（1.5/?b‘500）=600mm,取为600mm。加密区箍筋最大间距为min（/zb/4,8d,150）=100mm,故取5=100mmo非加密区取双肢fi8@150,箍筋设置满足要求。最小面积配箍率验算：bs250x100满足要求。8.2框架柱本结构框架柱底层到四层均采用C30的混凝土，其设计强度：_/；=14.3N/mm2,/；=1.43N/mm2o纵筋HRB400,/r=360N/mm2o箍筋HRB400,/v=360N/mm2o截面尺寸：所有柱子截面尺寸均为400mm><400mmo1、柱的计算长度及公式顶层：/0=1.257/=1.25x2.8=3.5m 中间层：/0=1.25/7=1.25x2.8=3.5m底层：/()=1.007/=1.0x3.5=3.5mA_&_Ne_aJJjxQ%-x丨2)伽一力)(8.4)2、计算参数(1)lc/i<34-n(M}/M2)(2)M"()=°N(3)ea=—或20mm取大者"30(4)弓7+勺(5)he=e.-a"2 当XV2d时，按不对称配筋计算。公式如2(8.5)hN（g—步）As=；—fy^-a）4、对称配筋小偏心受压构件计算钢筋数量：取禺=0.8(8.6)(8.7)(8.8)Ne-a{fcbh^(-0.5^)_Ne-a}fcbx{h^-0.5x)f；(h.-a)=f；(h.-a)821剪跨比及轴压比的验算表8.3给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，其中剪跨比久也可取注意MVC和N都不应考虑承载力抗震调整系数。由表格可以看出，各柱的的剪跨比和轴压比均满足规范要求。表8.3柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次Z?/mmfc/kN•mK/kNMkNMJVhN/fMA阁楼层40036014.316.5316.68862.75>20.04<0.851层40036014.350.4815.51772.729.04>20.34<0.85小棚层40036014.392.6432.8940.087.85>20.41<0.85B阁楼层40036014.316.0810107.254.47>20.05<0.851层40036014.391.1353.96886.314.69>20.39<0.85小棚层40036014.3101.4849.391011.495.71>20.44<0.858.2.2柱正截而承载力计算现以底层B柱的计算为例，说明计算方法和过程，其它层柱的配筋计算结果见表格8.4、8.5 表8.4框架柱纵向钢筋计算表柱号位置内力■lc/i34-12(ml/m2)附加弯矩77/nsA柱小棚层69.48705.06115.4730.326.27考虑0.021.0260.5330.53115.4730.342.63不考虑——26.09867.4115.4730.334.14不考虑——屋顶层12.464.5115.474.3342.6不考虑——10.8832.76115.474.3333.29不考虑——11.3964.67115.474.3341.67不考虑——B柱小棚层76.11758.62115.4730.324.15考虑0.021.0276.08608.02115.4730.343.09不考虑——21.761347.67115.4730.345.89不考虑——屋顶层12.0680.44115.4730.321.48考虑0.141.077.8544.87115.4720.8723.51考虑0.251.135.3788.62115.4720.877考虑0.131.06续表仁 柱号付胃C,”Meoeaeihe§A柱小棚层0.8962.90115.9720135.974002960.342—237.9520257.954004180.161—39.102059.10400219.10.421屋顶层—249.9220269.92400429.90.031—431.7520451.75400611.70.016—228.9620248.964004090.031B柱小棚层0.9573.45125.8720145.87400305.90.368—162.6720182.67400342.70.295—20.992040.994002010.654屋顶层112.91208.6220228.6240038&60.0390.968.49245.8420265.84400425.80.02215.7183.8320103.83400263.80.043续表2：柱号位置偏心ASAsmin单侧实际配筋面积A柱小棚层0.518大偏压构造配12003203^187630.518大偏压249.1712003203业187630.518大偏压构造配12003203业187630.518大偏压42.3112003203^18763 屋顶层0.518人偏压72.4012003203^18763 0.518大偏压30.6612003203业18763B柱小棚层0.518大偏压80.2612003203业187630.518人偏压189.0312003203也187630.518小偏压构造配12003203^18763屋顶层0.518大偏压24.8912003203^187630.518大偏压27.1712003203业187630.518大偏压构造配12003203业18763表8.5框架柱箍筋数量计算表柱号层次r^v(kN)b/mmho(mm)0.2"皿(kN)0・2fcBcb瓜(kN)"(kN)0.3心(kN)Asv/S(mm)A柱阁楼层10.65400360411.84411.84>64.5868.73<01层39.2400360411.84411.85>597.5486&73<0小棚层57.11400360411.84411.86>705.06868.73<0B柱阁楼层12.32400360411.84411.87>8&46868.73<01层6&11400360411.84411.88>896.23868.73<0小棚层69.28400360411.84411.89>104&58868.73<0续表:柱号层次n实配箍筋（。必）加密区长度(%)加密区非加密区(nimA柱阁楼层0.040.060.283肢§80100(0.82)3肢380200(04)全加密1层0.340.0640.303肢#80100(0.82)3肢#8@200(0.4)550小棚层0.410.0720.333肢#8@100(0.82)3肢#8@200(0.4)1100B柱阁楼层0.050.060.283肢©8@100(0.82)3肢ft8@200(0.4)全加密1层0.390.0690.323肢&80100(0.82)3肢#80200(0.4)550小棚层0.440.0780.363肢#8©100(0.82)3肢#80200(0.4)1100 (a)A柱的正截面承载力计算取A柱的底端截面为计算截面。1.刈“说及相应的"的组合吋根据《混凝土结构设计规范》(GB50010・2010)第6.2.3条规定可知:M}!M2=44.73/69.48=0.64<0.9轴压比也小于0.9,且满足7_/4004I"V12X4002=115.47/./z=3500/115.47=30.3<34-12(M{/;U2)=41.68故不考虑附加弯矩影响。M=69.48xl0^xl.3=12811mm705.06X103ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者Z较大者，故取勺=20mm柱的计算长度按公式/0=1.0//=3.5mey=e0+ea=128.11+20=148.11mme=e+/7/2-t7=148.114-400/2-40=308.11mm3_705.06x10’"14.3x400x360=0.34<^=0.518故此为大偏心受压。——丽匸石—705.06x30&11x10’—0.342x(1—0.5x0.342)x1.0x14.3x400x3602360x(360-40)=61.29加加$2.按及相应的M的组合时/M2=43.5/60.5=0.72<0.9轴压比也小于0.9,且满足 //Z=3500/115.47=30.3<34-12(M,/)=42.64故不考虑附加弯矩影响。ea=20mmM=60.50xl0-xl.3=23795mmN33O.53X1O3ei=e0+ea=237.95+20=257.95mme=et+力/2—心=257.95+400/2—40=417.95mm_330.53x10"-14.3x400x360=0.16v金=0.518故为大偏心受压情况4一^-^(1-0.5^/M2—7^5_330.53x417.95x10’—0.161x(1—0.5x0.161)x1.0x14.3x400x3602_~360x(360-40)一"如3.按“噺及相应M的计算此内力为菲抗震组合下的情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。/0=1.07/=3.5mM]/M2=0.31/26.09=0.01<0.9轴压比也小于0.9,且满足 /./Z二3500/115.47=30.31<34-1/陆)=34.12故不考虑附加弯矩影响。26.09x106TV~867.4xl03=30.08mmq.=e()+ea=30.08+20=50.08mme=et^-h/2-as-50.08+400/2-40=210.08mm对称配筋：=0.518补—”7.4x2=0.42<金h.fcbh14.3x400x360b可以判定为大偏心受压。‘一人,_—0.5俯曲—7^5<0867.4x210.08x103—0.42x(1—0.5x0.42)x1.0x14.3x400x3602360x(360-40)故按构造配筋综上所述，按构造配筋，且应满足p简=0.6%,单侧几血=0.2%,以全部纵向受力钢筋最大配筋率,pM<5%。故4=4=Anin^o=0.2%x400x400=320mm2,选用3018。则“U3Z单侧配筋率為“47%>0.2%,满足要求。总配筋率763x8/3400x400=1.3%>0.6%,满足要求。(b)B柱的正截面承载力计算取B柱的底端截面为计算截面。1.獅及相应的N的组合时/M2=62.44/76.11=0.82<0.9轴压比也小于0.9, 400412X4002=115.47//z=3500/115.47=30.01>34-1/M2)=24.2故考虑附加弯矩影响。=0.5x14.3x400x400/758620=1.51>1取ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者之较大者，故取勺=20mm=0.7+0硝=0.7+6244x0376.11=0.946”1300(M昇N+匕"1300(76」1/758.62+20)/360“"°°/4°°)X1M=C〃"〃、M2=0・946xL72x76・11=123・84KNMM~N123.84xl06xl.375&62x10’=212.22mm柱的计算长度按公式/o=l・OH=3.5m=e0+ea=212.22+20=232.22mme=e+h/2-a^=232.22+400/2-40=392.22mm1、75&62x10’14.3x400x360=0.37匕=0.518故此为大偏心受压。 642mm758.62x392.22x103—0.37x(1—0.5x0.37)x1.0x14.3x400x3602360x(360-40)2.按AU及相应的M的组合时!M2=57.676.08=0.76<0.9轴压比也小于0.9,且满足400412x4002=115.47-./j=3500/115.47=30.3v34-=43故不考虑附加弯矩影响。匕=20mmM76.08xl06xl.3一一—=；—=162.67mmN608.02X103ei=e0+ea=162.67+20=182.67mm60&02x10,14.3x400x360e=e,+力/2-比=182.67+400/2—40=342.67mm=0.3<^b=0.518故为人偏心受压情况—7^5_60&02x342.67x10’—0.3x(1—0.5x0.3)x1.0x14.3x400x3602_側沏沪~360x(360-40)~°血"3•按N咖%及相应M的计算 此内力为非抗震组合下的情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。/o=l.OH=3.5mM}/M2=21.57/21.76=0.99>0.9故考虑附加弯矩影响。=2^=0.5x14.3x400x400/1347670=0.85冬取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者之较大者，故取ea=20miTi%"+1300(M2/N+匕)/航F"R*1300(21.76/1347.67+20)/360X°*85e+o瑙21.57x0.321.76=0.997M=c77M2=0・997x1.9x21・76=41・22KN・MM*0=0N41.22xl06xl.3==39.76mm1347.67X103柱的计算长度按公式Io=l.O//=3.5mq=勺+q=39.76+20=59.76mme=e.--hH-as-59.76+400/2-40=219.76mm=1347.76x2“65＞訂03814.3x400x360b故此为小偏心受压。 /一,」—0.5咖曲▲s_冬_77i7、1347.67x219.76x10’—0.417x(1—0.5x0417)x1.0x14.3x400x3602360x(360-40)(8.9)=447mm2综上所述，按构造配筋，且应满足=0.6%,单侧血产0.2%,以全部纵向受力钢筋最大配筋率,pM<5%。故4=4=pm[nbhQ=0.2%x400x400=320mm2,选用3业18。763x8/3400x400=1.3%>0.6%,满足要求。则-心63Z单侧配筋率為=。.47%>0.2%,满足要求。总配筋率823柱的斜截面承载力计算以底层AB柱为例，进行柱的斜截面受剪承载力计算。(a)A柱斜截面承载力由前可知，A柱的剪力设计值为K=57.11/0.85=67.19kN由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.6条规定可知，柱剪力应满足以下条件：(8.10)A=7.85>2PJcbh二0.85x67.19x10’=003<02,满足要求。1.0x14.3x400x360与乙相对应的轴力:N=705.06/0.8=881kN>0.3fcbh=0.3xl4.3x4002xlO-3=686.4kN 取N=686.4kN由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.7条规定可知,柱剪力应满足以下条件：V。哙(罟m+“爷“咽)(8.11)2=7.85>3取2=3$E/—L°5/(2+l)/；b/?o—0.056N0.8x67」9xl()3-1.05/(1+3)x1.43x400x360-0.056x686.4x10"360x360v故按构造配置箍筋。由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.12条规定可知：柱端加密区的篩筋间距取min(8J,100)=100mm,加密区篩筋采用双肢fi8@100,1±18.3表可知该柱柱底的轴压比n=0.41,由规范可查得入=0.072，又由《建筑抗震设计规范》(GB50011-2010)第6.3.9条规定可知当混凝土强度等级小于C35时&取C35轴心抗压强度值，即/^=16.7N/mm2o则最小体积配筋率：_入/；_Pmin__Jyv0.072X16.7360-=0.3%取Anin=0.3%则有 ^yXn_50.3x6(h-as)xs340x1000.85x81.51x10"1.0x14.3x400x360=0.03<0.2,满足要求。=0.89%>0.3%可以。根据构造要求，加密区钢筋选配3肢(»8@100,加密区的长度按构造取值，取柱截面尺寸、1/6柱净高和500mm中的较大者，取550mm,且柱根加密区为不小于柱净高的1/3即为1100。非加密区还应满足s<5d=270mm故箍筋取3肢©8@200(b)B柱斜截面承载计算由前可知，B柱的剪力设计值为r=69.28/0.85=81.5lkN由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.6条规定可知，柱剪力应满足以下条件：2=5.71>2与冬相对应的轴力：N=758.62/0.8=948.28kN>0.3fcbh=0.3xl4.3x450=5.71>3取A=3xl0_3=868.73kN取N=686.4kN由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.7条规定可知,柱剪力应满足以下条件：Vc<—(1^人bh°+•字九+0.056N)/re儿+15 _$e7—LO5/(/1+1)./；〃o—O.O56NS./yv力()0.8x81.51x103—1.05/(1+3)x1.43x450x410—0.056x868.73x103360x410故按构造配置箍筋。由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.12条规定可知：柱端加密区的箍筋间距取min(8J,100)=100mm,加密区箍筋采用双肢«8@100,由8.3表可知该柱柱底的轴压比h=0.44,由规范可查得入=0.078,又由《建筑抗震设计规范》(GB50011-2010)第6.3.9条规定可知当混凝土强度等级小于C35时托取C35轴心抗压强度值，即/^=16.7N/mm2o则最小体积配筋率：0.078x16.7360=0.3%取Pnin=0・3%则有以二=二50.3x6一0.89%〉0.3%可以。根据构造要求，加密区钢筋选配3(力-qJxs340x100肢il8@ioo,加密区的长度按构造取值，取柱截而尺寸、1/6柱净高和500mm中的较大者，取550mm,且柱每根加密区为不小于柱净高的1/3即为1100。非加密区还应满足s515〃=270mm故箍筋取3肢&8@200824框架梁柱节点核心区截面抗震验算1.小棚层中节点B的验算心=400mm//b0=400-35=365mm本结构为三级抗震等级框架，由《建筑抗震设计规范》(GB50011・2010)附录D.1.1可知：按式 ^^(1-h“一a(&10)计算剪力设计值，其中氏为柱的计算高度，取上下反弯点间的距离:624462.44+76.11X3.5+67,8767.87+68.35x2.8=2.97/71工Mb=(66.72+73.78)/0.75=187.33kN・m(左震)1.2X187.33365-35365—35%~2970-400=594kN由于左右侧梁宽250mm均〉家罟=200讪,故巧取心严400沏，％取1.5,久=400mm,贝叭由《建筑抗震设计规范》(GB50011-2010)附录D.1.3可知节点核心区的剪力设计值应满足以下要求：(&11)乍+(0.3皿側)ZRE则丄(0.3〃j.///j)=—!—x(0.3xl.5x14.3x400x400)=1211.3kN>岭=594kNTre°-85满足要求。由《建筑抗震设计规范》(GB50011-2010)附录D.1.4可知节点核芯区区的受剪承载力按下式验算：(&⑵<(1.+0.057；^^+.^4vj^^-)x牙cN取二层柱底轴力-鬻=668.3kN和0.5/；/二0.5xl4.3x4002=1144kN中的较小者,故取N=66&3kN。 1b・li—设节点核芯区配箍3肢@8@100,贝IJ：——(1・1你仏％+0.05〃"丄+几£~~-)/rebeSiaon=——x(l.lxl.5x1.43x400x400+0.05x1.5x663.8x103+360x3x50.3x——)0.85100=745.57kN>345.7kN满足承载力要求。其它节点处的验算方法同上。8.3板的配筋计算&3.1板的设计资料此设计的板共有两种：四边固支，三边固支一边简支，两板均为双向板。板一层到阁楼层均采用C30的混凝土，钢筋均为HRB400的钢筋。一层到五层板的配筋是一样的，阁楼层板的配筋稍有一点区别。现取一层大套住户的客厅楼板及与其相邻的餐厅楼板作为代表进行计算。&3.2板的内力计算1.板的边界条件的确定根据最不利荷载布置原则，求某区格板的跨内截面最大弯矩时，应按在此区格板布置活荷载，其他板棋盘式布置活荷载。欲求支座最大弯矩时，活荷载可以近似按各区格板满布得到。当求区格板跨中最大弯矩时，将荷载分成对称荷载g"=g+q/2和反对称荷载q=±q!2,然后叠加。对称荷载g"=g+q/2使板在支座处无转角，反对称荷载q=±q/2会使板在支座处岀现转角，所以对于边支座，只有对称荷载作用，因此可以看成固定支座。对于内区格板的支座，由于有反对称荷载，所以要看成较支座。其他情况也可以按此分析。另外，计算弯矩时，还要考虑泊松比的影响2.荷载的设计值计算 板的荷载基本组合考虑以下两种情况：活荷载起控制作用时：各楼层^=1.4办=1.4x2.0=2.8kN/mm2g=1.2gk=1.2x3.49=4.2kN/mm2Q,=+g=2.8+4.2=7.0kN/mm2恒荷载起控制作用时：各楼层^=1.35办=1.35x2.0=2.7kN/mn?g=1.4x0.7gk=0.98x3.49=3.42kN/mm2Q2=q+g=2.7+3.42=6」2kN/mm2130.5mm2,故按构造配筋采用业8@200,4=251.5mm2。长跨方向:1.398X106「M/皿严册嘗^2曲最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积4=p^nbh=0.2%xlOOOx100=200mm2>52mm2,故可按构造配筋采用©8@200,4=251.5mm2。（2）支座截面:短跨方向斗=8.51X10609302+宀“951sa}fcbh~1.0xl4.3xl000x802人2=311mm2>Asmin=200mm2,配筋业8@160,/—•/&51X106s_人人。一360x0.951x804=314mm2>3limn?。长跨方向6.65X106Ma—sajchh^1.0xl4.3xl000x8020.073久」+厂瓦=0.96「心心拮船T24施。最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积4-=PM=o.2%x1OOOx100=200mm2<241mm2,仍可按构造配筋采用©8@200,As=251.5mm2。2）计算中跨板的弯矩（四边固支） 图9.2中跨板的计算图形此板为四边固支板，跨度比（亿二2400/3300=0.727,查四边支承矩形板在满布荷载作用下的弯矩挠度系数表有：跨内弯矩系数叫=0.0122叫=0.0308入y支座弯矩系数阀=-0.0567況=-0.0717板间隔布置荷载±^=±1.4x—=1.4kN/nr22.0吋，四边简支，查《建筑结构设计》附表B.2.1得，mx=0.0652,竹=0.0301（跨内弯矩）。跨内弯矩：泊松比2=0,单位板宽内的弯矩=所查系数则,M；=0.0122x5.6x2.42+0.0652x1.4x2.42=0.508kN-m=0.0308x5.6x2.42+0.0301xl.4x2.42=1.22kN.m钢筋混凝土板v=0.2,所以Mx=M：+vM[=0.508+0.2x1.22=0.752kN•m入、y M二M；=1.22+0.2x0.508=1.845kN•myyA支座弯矩：Q(=+g=2.8+4.2=7.0kN/mm2M：=-0.0567x2.42x7.0=-3.495kN•mM；=-0.0717x2.42x7.0=-4.419kN-m计算板的配筋：板截面高度/z=100mm,设选用直径#8钢筋，短跨方向：跨中截面/?oi=8Omm；长跨方向：跨中截面/“)2=75mm。支座截面力o=8Omm。短跨方向：亠=1.845X10602Zs=1±VEK=0.990ajcbhl1.0xl4.3xl000x80A=NUfjh=:=157.4mm2o最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积24=M/=L845X1°sys0360x0.975x80=65mm2o最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积"ys0360x0.99x804=pminbh=0.2%x1000x100=200mm2>65mm41Qx106,故按构造配筋釆用业8@200,As=251.5mm2。长跨方向：汶=亠=”52x10“网3Zs=MEK=0.995"ajcbhl1.0xl4.3xl000x7522A7S?vio6A=M/fy^h:=28mm2o最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积sys0360x0.995x75As=pminbh=0.2%x1000x100=200mm2>28mm2,故按构造配筋采用业8@200,As=251.5mm2。(2)支座截面： 短跨方向：M4.419X106AA/IO1+Jl_2%a=7=7=0.048久==0.975aJcbl《1.0xl4.3xl000x80224=pminbh=0.2%x1000x100=200mm2>157.4mm2,故按构造配筋釆用业8@200,°£=251・5mnr。长跨方向：亠=3.495x21+TE1K=O978aJcbh：1.0xl4.3xl000x752234Q5y106A=MJfjh=:=132mm2o最小配筋率0.2%,所需最小钢筋面积卞ys°360x0.978x754=p^bh=0.2%x1000x100=200mm2>132mm2,故按构造配筋采用业8@200,£=251.5mm2。其它板的算法同上，在此不再详求。 第9章楼梯的设计9」基本资料本工程楼梯的开间为2.8m,进深6.6m。小棚层楼梯的高度为2.2m,为单跑楼梯，该跑为13级踏步，12个踏面，踏步尺寸为260mx170mm,中间休息平台尺寸为2800mmx1600mmo其余层楼梯的高度均为2.8m,每跑为8级踏步，7个踏面，踏步尺寸为260mx175mm,中间休息平台尺寸为2800mmx1600mm□采用板式楼梯，楼梯板、 平台板、平台梁均采用C30等级的混凝土，HRB400级的钢筋。9.2楼梯的设计9.2.1楼梯板的设计小棚层到顶层楼梯的结构布置见结构施工图。取板厚/?=100mm,板的倾斜角为tan0=175/260=0.673,cosa=0.831,取1米的板带进行计算。当活载起控制作用时，恒载的分项系数为％=1.2,活载的分项系数为Zq=1.4。当恒载起控制作用时，恒载的分项系数为沧=1.35,活载的分项系数为^=1-4。1.荷载计算楼梯的荷载计算列表见表9」所示。以二层楼梯板为例进行计算：楼梯板的总荷载设计值为：活载控制时：^=1.2x6.666+1.4x2=10.80kN/m恒载控制时：P2=1.35x6.666+1.4x0.7x2=10.959kN/m>/]故取P=P2=10.959kN/m进行截面的设计。表9.1梯段板的荷载荷载种类荷载标准值(kN/m)恒载大理石面层(0.26+0.175)xO.65/0.26=1.088三角形踏步0.5x0.26x0」75x25/0.26=2.188混凝土板0.1x25/0.839=2.98板底抹灰0.02x17/0.839=0.41小计6.666活荷载2.0 2.截面的设计二层楼梯板的水平计算跨度为：h=1820nini取斜板的厚度为A=100mm弯矩设计值为M=-PP=0.125x10.959X1.822=4.538kN•m8nMrhJy板的有效高度Ao=100-20=80mmM4.538X106a—-se/M~1.0xl4.3xl()00x802一°久=0.5(1+Jl—2y)=0.9754538X106=161.61mm-0.975x80x360选用fi8@200,4=251.5mm2,满足要求。分布钢筋：按构造配筋，选配恢@200,_AS_251x1000"200x1000x100=1.25%>pmin=0.15%,满足要求。9.2.2平台板设计1.荷载的计算平台板的荷载计算列表见表9.2o表9.2平台板的荷载计算荷载种类荷载标准值(kN/m)恒载大理石面层1.1混凝土板0.10x25=2.5板底抹灰0.014x17=0.238小计3.838活荷载2.0平台板的总荷载设计值：P=1.2x3.838+1.4x2.0=7.41kN/m2.截面设计三层平台板的计算跨度为/0=2.56m,弯矩设计值为:^=±P/-0.1x7.41x2.56-4.86kN.m 板的有效厚度为九=100-20=80mm4.86X1061.0xl4.3xl000x802=0.053久=(1+J1—2久)/2=0.973=M/ysfh—°恥"°——=173.4mm20.973x360x80采用©8@200,As=251mm其余平台板的计算同上。923平台梁设计设平台梁截面尺寸为200mmx350mm平台梁计算跨度为/0=1.05/n=1.05x(2.8-0.24)=2.688m1.荷载计算二层平台梁荷载的计算见表9.3。表9.3平台梁荷载的计算荷载种类荷载标准值(kN/m)恒载梁自重及侧粉刷层1.05x(0.35-0.10)x25x0.2=1.3125平台板传来的荷载3.838x2.5=9.60梯段板传来荷载6.666x1.82/2=6.07小计16.98活荷载1on2.0x(2.5+—)=6.822.内力计算 图9.4平台梁计算简图平台梁的弯矩设计值：1219=-x(l.2x16.98+1.4x6.82)x2.6882=27.03kN-m88剪力设计值为：巴,=*(16.98x1.2+1.4x6.82)x2.688=40.21kN(1)正截面受弯承载力计算：截面按倒L形计算，梁的有效高度/z0=350-35=315mmob=200mm,/zf=100mm,=200+5x100=700mm,最后取/>f=700mmoa1/；Mf，(/z0-0.5/if)=1.0xl4.3x700xl00x(315-0.5xl00)=265.27kN/m>14.04kNm,应按第一类T型截面计算，贝ij4=—“、2=27.°3x"(T_0.027,久二(1+J]-2a,)/2二0.986saJcbfhj1.0xl4.3x700x3152Zsvs/4="=——27.03x10=241.7mm，,选用2fll4,As=308mm2o"yJyhQ0.986x360x315(2)斜截面受剪承载力计算：配置38@200,则斜截面受弯承载力Vc=0.7ftbho+1.25f^h=71.91kN>40.2lkN，故满足要求。s其余平台梁的计算同上。 第10章基础的计算10.1基木资料底层柱的截而为450mmx450mm,采用独立基础，C30的混凝土，钢筋均采用HRB400级钢筋，取基础的埋深为c/=1.3m，基础顶面距室外地面的距离为0.7m,基础高度为0.6m。基底位于细砂层中，£k=160kPa,基底的承载力设计值为：fa=Zk+一3）+久人（d一0.5） 基础底部截面尺寸初估为3.0mx3.0m,地下水位取1.25m,素土容重可查得为17.5kN/m2,因基础上面只有一层土故，％”=17.5kN/m2取b=3.0m,d=1.3m,查表得％=1°=160+1.0x17.5x(1.3-0.5)=174kPa因本工程属于框架结构，其高度在24m以下(小于8层)，且地基主要受力范圉内不存在软弱黏性土层，故不需要进行基础的抗震承载力验算。10.2基础的计算10.2.1A・8轴线A基础的计算1.确定基础底面尺寸确定基础面积时应按荷载标准值进行计算，荷载效应的组合值为ni=lA基础纵向外墙传给基础的荷载标准值(采用250mmx400mm的基础梁):(71=6.56x(3.3+3.3)/2=21.65kNA基础横向墙体传给基础的荷载标准值G2=6.47x3.9/2=12.62kN则各荷载统计如下表11.1：表10.1基础荷载统计荷载形式恒荷载活荷载风荷载尸(kN)522.2+21.65+12.62二556.47132.438.9J/(kN•m)4.61.022.5KkN)3.20.810.8荷载的标准组合如下表10.2： 表10.2基础荷载的标准组合荷载形式恒+活+0.6风恒+风+0.7活恒-风A(kN)556.47+132.4+0.6X38.9二712.21556.47+38.9+0.7X132.4=688.05556.47-38.9=517.57M(kN・m)4.6+1+0.6x22.5=18.14.6+22.5+0.7X1.0=27.84.6-22.5=-17.9^(kN)3.2+0.8+0.6X10.8=10.483.2+10.8+0.7x0.8=14.563.2-10.8=-7.6取Fk=712.21kN进行基础底面尺寸计算Fk712.2152A>==5.02mX-rGd"174-20x1.6将其增大10%〜40%,初步选用底面尺寸Z>=2.5m,/=2.5m,^=6.25m基础底面的抵抗矩：w=-=2.6lm366Gk=^W=20x6.25x1.6=200kNA柱的不利荷载标准组合有三组：(1)他吨及相应的A4、人⑵及相应的Nk、rk⑶弘航及相应％、rk其中第三组在验算基础底面面积时不起控制作用，只需要计算前两组即可。基础边缘的最大和最小压力按下式计算:⑴一警+沪心+2—J___+__=145.95+6.93152.88kN<1.2/；=1.2x174=20&8kN/m2一九+GkMk+«_712.21+20018.11k.min—bl2.5X2.52.61=139-°2kN/m2化唤+仪,銅一152.88+139.02=J4595<仁=174kPa,min (2叽=帘+务彎警+箸“42.01+065max=152.66kNV1.2./L=1.2x174=208.8kN/m2p二兀+Gk陆1k.minblW=142.01-10.65=131.36kN/m2坨.max152.66+131.362=142.01380.16kN满足要求。第二个冲切面的验算：冲切破坏锥体最不利一侧的斜截面上边勺=1650mm兔=1650+2x260=2170mmv2500mm,取(7b=2170mm,yn=G+Qb)/2=(1650+2170)/2=1910mm,受冲切承载力的计算公式为:血,其中F}=PA,4=1/2x(2.5+2.5-0.6)x0.3=0.66m2好*/产=139.7x0.66=92.2kN由于h<800,则久二L0O.7/?lip^ni/?o=O.7xl.Oxl.43xl91Ox26OxlO-3=497.1kN>92.2kN满足要求。b)基础底板钢筋的计算±0.000z-0.60080OOCXJof二OSILOQ0524.502 2006严為1250 图10.2基础底板计算示意图如图10.2所示的基础底板计算示意图屮，变阶处的=吉。「[⑵+/）（%+门-年）+（%-P"]12A“2V（/-疔◎+b"）g+Pmin-年）48A1-1截面处ax=2.5/2-0.2=1.05m,a-0.4m_2.5-L05s.maxPs—Psjnin+25X(Ps,maxPs.min)=127.88+0.58x(139.7-127.88)=134.74kPa故陆詁[⑵+/)(%+p-弓)+叽~pV]12A=—xl.05ImJ及相应的n、vx[(2x2.5+0.4)x(139.7+134.74-2x1.35x200/6.25)+(139.7-127.88)x2.5]1=235・9kN・m按式人严0・9•伽235.9X106"0.9x360x550=1323.8mm2**钢筋&10/12@170,4i=1410mm2>1323.8mm2o10.2.2B-8轴线B基础的计算1.确定基础底面尺寸确定基础面积时应按荷载标准值进行计算，荷载效应的组合值为 S-Sck+^Q|k+工0ci$Qik"故Sk=$Gk+Sqn+0c2$Q2k°i=lB基础纵向墙体传给基础的荷载标准值(采用250mmx400mm的基础梁):Gi=6.47x3.3=21.35kNA基础横向墙体传给基础的荷载标准值G2=6.47x(3.9+2.4)/2=20.38kN则各荷载统计如下表10」：表10.1基础荷载统计荷载形式恒荷载活荷载风荷载F(kN)829.1+21.35+20.38=870.83224.310.2J/(kN•m)0.10.226.3K(kN)0.70.213.4荷载的标准组合如下表10.2：表10.2基础荷载的标准组合荷载形式恒+活+0.6风恒+风+0.7活恒-风Z^(kN)870.83+224.3+0.6X10.2=1101.25870.83+10.2+0.7X224.3=1038.04870.83-10.2=860.63<(kN・m)0.1+0.2+0.6X26.3=16.080.1+26.3+0.7X0.2=26.540.1-26.3=-26.2K(kN)0.7+0.6X13.4+0.2=8.940.7+13.4+0.7X0.2=14.240.7-13.4=-12.7取Fk=1038.04kN进行基础底面尺寸计算 A>——a1038.04174-20x1.6=7.31m2将其增大10%〜40%,初步选用底面尺寸6=3.3m,心3.3m,/l=10.89m2o基础底面的抵抗矩：心么"宀3.3=59901366Gk=人bld"=15.31x10.89x1.6=266.76kNA柱的不利荷载标准组合有三组：⑴耳吨及相应的％、人（2）1叽I及相应的M、人⑶Ngn及相应％、人其中第三组在验算基础底面面积时不起控制作用，只需要计算前两组即可。基础边缘的最大和最小压力按下式计算：一代+Gk陆+«_1500.54+266.7651.72+26.54x0.6)k.max-bl+—-—-33x3.3+5.99=162.28-11.29=173.57kN<1.2/；=1.2x176.84=212.2kN/m2Amin=耳+°*-Mk+«=162.28-11.29=150.99kN/m2blK，MR,mm一173.57+150.99=]62.88v£=176.4kPa⑵A.max―代+厲(Mk+«_1449.45+266.76(6872+34.3x0.6—+—HhlW3.3x3.35.99=157.59+14.91=142.68kN<1.2fa=1.2x176.4=212.2kN/m2戸"二晋一理泸“57.59-14.9U142.68kN卅Vmax；久讪=172.5[142.68=]5759v九=1764kPa故基础的底面面积满足要求。 致谢紧张的毕业设计终于结束了。回想儿个月来的设计过程，虽然中间充满了彷徨和艰辛，但看到展现在自己面前的设计成果，感觉一个学期的付出没有白费。这次的毕业设计不仅使我对四年來大学所学专业知识的进行了一次比较系统的复习和总结归纳，而且使我真正体会了设计的艰辛和一种付岀后得到了冋报的满足感和成就感。厚厚的一本计算书，几十张改了乂改的图纸摆在了我的面前，紧绷的脸也不由得露出了笑容。回顾整个设计过程，可以说是一步步摸索而行。从建筑设计开始就由于考虑不周不得不反复修改，重新论证。这无论是对以后的工作还是科研都是大有益处的。本毕业设计是在刘世昕老师的悉心指导下完成的，衷心感谢他们在设计的期间给与我的热情帮助和指导。老师渊博的知识，认真负责的工作作风，平易近人的态度让我获益匪浅。在设计的全过程中，包含了两位指导老师的大量心血，使我能够很好的掌握专业知识，并在毕业设计中得以体现。也止是他们长期不懈的支持和帮助才使得我的毕业设计最终顺利完成。在此，向指导老师表示最衷心的感谢和最诚挚的敬意。感谢同组的设计同学，这些口子里，他们和我一块努力奋斗同进共退，相互鼓励相互扶持，在我的毕业设计过程中提岀了很多好意见，并给了我很多启发。感谢学院的全体领导和老师，他们四年期间对我的帮助与教诲，我永远不会忘记，各位老师鲜明地个性特点和人格魅力将是我回忆中的大学生涯重要的组成部分。你们深厚的学术功底和诲人不倦的高尚师德将让我受用一生。 这次毕业设计，培养了我综合运用所学的基本理论和专业知识，提高了分析和研究解决问题的能力，为以后的工作打下了坚实的基础。最后，我要特别感谢我的父母。感谢他们的养育之恩，感谢他们多年来在精神和经济给予我的支持。这些年来他们一直在默默地为我而奉献着。在我大学四年期间，他们受了不少苦，我一直都很感激他们，我现在还无以回报，我唯一能做的就是努力努力在努力，不辜负他们的期望。作者：刘建民2011年6月参考文献[1]舒秋华.房屋建筑学.武汉：武汉理工大学出版社，2002.[2]邱洪兴.建筑结构设计.北京：高等教育岀版社，2007.6[3]东南大学，同济大学，天津大学.混凝土结构及中册[M].3版.北京：中国建筑工业岀版社，2005.7[4]龙驭球，包世华.结构力学.北京：高等教育岀版社，1994.2 [1]屮华人民共和国建设部GB50011-2010建筑抗震设计规范[S].北京：屮国建筑工业出版社,2010[2]中华人民共共和国建设部GB50011-2011建筑地基基础设计规范•北京:中国建筑工业出版社，2002[3]屮华人民共和国建设部.GB/T50011-2010房屋建筑制图统一标准.北京：屮国建筑工业出版社，[4]中华人民共和国建设部.GB50011-2001（2006年版）建筑结构设计规范.北京：中国建筑工业出版社，2011[5]中华人民共和国建设部GB50368-2005住宅建筑规范.北京：中国建筑工业出版社，2006[6]中华人民共和国建设部GB50223-2008建筑工程抗震设防分类标准.北京：中国建筑工业出版社，2008[7]中华人民共和国建设部.GB50009-2010混凝土结构设计规范.北京：中国建筑工业岀版社，2011[8]中华人民共和国建设•部GB50096・2011住宅设计规范.北京：中国建筑工业出版社,2011[9]中华人民共和国建设部.GB50016-2006建筑设计防火规范[S].北京：中国建筑工业出版社，2006.[10]屮华人民共和国建设部.GB50009-2001（2006年版）建筑结构荷载规范[S].北京:中国建筑工业出版社，2006. 烟台大学毕业设计评审表（指导教师用）题目多层住宅楼B建筑结构设计（方案3）学生姓名刘建民学号200828501317专业土木工程专业指导教师姓名刘世昕职称讲师所学专业房建是否同意参加答辩：得分评语：指导教师（签字）：年月日 烟台大学毕业设计评审表（评阅人用）题目多层住宅楼B建筑结构设计（方案3）学生姓名刘建民学号200828501317专业土木工程指导教师姓名刘世昕职称讲师所学专业房建是否同意参加答辩：得分评语：评阅人（签字）:年月日 烟台大学毕业设计评审表（答辩小组用）题目多层住宅楼B建筑结构设计（方案3）学生姓名刘建民学号200828501317指导教师姓名刘世昕职称讲师得分评语：答辩委员会（小组）（全体成员签字）:年月□烟台大学毕业设计综合评定成绩表指导教师评分评阅人评分答辩评分综合评定成绩（按4:2:4） 答辩委员会负责人（签字）:年月日(6)h°二450-40二41Omni(7)x=(8)由《混凝土结构设计规范》(GB50010-2010)第11.4.12条规定可知：框架柱配筋应满足最小配筋率0.75%,以及一侧不小于0.2%,B|J：4nin=Quin肋二0.75%X400X400二1200mn?单侧配筋：A=pbh=0.2%X400X400=320mm2min678min(9)当K属于大偏心受压情况，小于时为小偏心情况。3、对称配筋大偏心受压构件计算钢筋数量:当兀〉2a‘时,该组合情况下，^,niax=93.04kN/m2,Psmin=42.85kN/m2均小于第一种情况，可以不予计算。综上所述，基础可按第一种组合情况（NQ攵相应的M、D进行配筋，实配'