砼框架结构毕业设计

'砼框架结构设计手算步骤　　一．确定结构方案与结构布置　　1．结构选型是否选用框架结构应先进行比较。根据何广乾de模糊评判法，砼结构8~18层首选框剪结构，住宅、旅馆则首选剪力墙。对于不需要电梯de多层采用框架较多。　　2．平面布置注意LL,KL,Zde关系。　　3．竖向布置注意高宽比、最大高度（分A、B两大类，B类计算和构造有更严格de要求），力求规则，侧向刚度沿竖向均匀变化。　　4．三缝de设置按规范要求设置，尽量做到免缝或三缝合一。　　5．基础选型对于高层不宜选用独立基础。但根据经验，对于小高层当地基承载力标准值300kpa以上时可以考虑用独基。　　6．楼屋盖选型　　高层最好选用现浇楼盖　　1）梁板式最多de一种形式。有时门厅，会议厅可布置成井式楼盖，其平面长宽比不宜大于1.5，井式梁间距为2.5~3.3m，且周边梁de刚度强度应加强。采用扁梁高度宜为1/15~1/18跨度，宽度不超过柱宽50，最好不超过柱宽。　　2）密肋梁方形柱网或接近方形，跨度大且梁高受限时常采用。肋梁间距1~1.5m，肋高为跨度de1/30~1/20，肋宽150~200mm。　　3）无梁楼盖地震区不宜单独使用，如使用应注意可靠de抗震措施，如增加剪力墙或支撑。　　4）无粘结预应力现浇楼板一般跨度大于6m，板厚减薄降低层高，在高层中应用有一定技术经济优势。在地震区应注意防止钢筋端头锚固失效。　　5）其他　　二．初步确定梁柱截面尺寸及材料强度等级　　1．柱截面初定分抗震和非抗震两种情况。对于非抗震，按照轴心受压初定截面。对于抗震，Ac=N/(a*fc)N=B*F*Ge*nB=1.3（边柱），1.2（等跨中柱），1.25（不等跨中柱）Ge=12~15kN/m2a为轴压比fc为砼抗压强度设计值F为每层从属面积n为层数。框架柱上下截面高度不同时，每次缩小100~150为宜。为方便尺寸标注修改，边柱一般以墙中心线为轴线收缩，中柱两边收缩。柱截面与标号de变化宜错开。　　2．梁截面初定梁高为跨度de1/8~1/12，梁宽通常为1/2~1/3梁高。其余见前述。对于宽扁梁首先应注意满足挠度要求，否则存在梁板协调变形de复杂内力分析问题。梁净跨与截面高度之比不宜小于4。框架梁宽不宜小于1/2柱宽，且不小于250mm。框架梁de截面中心线宜与柱中心线重合，当必须偏置时，同一平面内de梁柱中心线间de偏心距不宜大于柱截面在该方向de1/4。　　3．砼强度等级一级现浇不低于C30，其余不低于C20。　　三．重力荷载计算　　1．屋面及楼面永久荷载标准值分别计算各层　　2．屋面及楼面可变荷载标准值　　3．梁柱墙门窗重力计算4．重力荷载代表值=自重标准值+可变荷载组合值+上下各半层墙柱等重量　　可变荷载组合值系数：雪、屋面积灰为0.5，屋面活荷载不计，按实际考虑de 各楼面活荷载为1。将各层代表值集中于各层楼面处。　　四．框架侧移刚度计算　　计算梁柱线刚度，计算各层D值，判断是否规则框架。分别计算框架纵横两个方向。　　五．计算自振周期　　T1=（0.6或0.7）X1.7Xsqrt(Ut)　　Ut___假想把集中在各层楼面处de重力荷载代表值作为水平荷载而算得de结构顶点位移。0.6或0.7为考虑填充墙de折减系数。对于带屋面局部突出de房屋，Ut应取主体结构顶点位移，而不是突出层位移。此时将突出层重力荷载折算到主体结构de顶层。　　Ge=Gn+1(1+1.5h1/H)+Gn+2(1+1.5(h1+h2)/H)　　分别计算纵横框架。　　六．风荷载作用下弹性位移验算　　对于框架结构应将所得de分布风荷载按静力等效de原则化为楼面处de集中荷载，以便于内力计算。由水平集中风荷载计算内力及位移（D值法），检查是否满足层间位移及顶点位移要求。如不满足，应返回修改梁柱截面尺寸强度等级。应分别计算纵横向框架内力位移。　　七．多遇地震作用下弹性位移验算　　40m以下采用底部剪力法等计算水平地震作用，T1>1.4Tg时考虑顶部附加地震作用。计算各质点水平地震作用。水平地震作用下位移验算。检查是否满足弹性位移限制，如不满足应返回修改梁柱截面尺寸强度等级。D值法分别计算纵横向框架内力位移。　　八．竖向荷载作用下框架内力计算　　活荷载不利布置。当活荷载与恒载之比不大于1时可按满布考虑，跨中弯矩乘1.1~1.2系数予以调整。常用弯矩分配法计算纵横向框架内力。对计算出de内力进行弯矩调幅。　　九．内力组合60m及9度以下几种组合方式　　A．1.2恒+1.4活　　B．1.2恒+0.9*1.4（活+风）　　C．1.35恒+1.4*0.7（活+风）　　D．1.2恒+1.3地震水平力　　通常E.1.2恒+1.4风不起控制作用　　十．竖向荷载作用下楼屋盖设计　　十一.梁柱截面配筋　　节点构造框架柱首先验算轴压比，剪跨比，如不满足要求应调||整截面和等级。柱端弯矩设计值de调整（梁柱节点，柱脚弯矩节点调整），以符合强柱弱梁；柱端剪力值调整以符合强剪弱弯；角柱地震作用效应调整以抗扭转引起角柱内力增大。梁抗弯截面设计取抗震和非抗震弯矩大值进行配筋。注意跨中弯矩不小于1/2（按简直梁计算de跨中弯矩）。梁de斜截面设计注意验算截面尺寸是否符合要求。　　十二.基础设计　　十三.罕遇地震作用下薄弱层弹塑性变形验算　　7度区竖向不规则，3，4类场地考虑。7~9度楼层屈服强度系数小于0.5时de框架结构应进行薄弱层de抗震变形验算。其余见规程。12层以下有简化计算方法。如不满足变位角限值，应重新调整梁柱截面配筋。所谓竖向不规则即为下层刚度小于上层相邻de70%，承载力小于上层80%1工程概况1.1设计概况： 1.1.1建设项目名称：XX办公楼1.1.2建设地点：宁德市蕉城区1.1.3设计资料：（从荷载规范中找）详设计任务书基本风压为：0.70kN/m2（C类场地）抗震设防要求：6度区四级框架1.2结构承重方案选择已经确定：框架结构1.3主要构件选型及尺寸初步估算1.3.1.主要构件选型（1）梁﹑板﹑柱结构形式：现浇钢筋混凝土结构（2）墙体采用：粘土空心砖（3）墙体厚度：内外墙均为200mm（4）基础采用：柱下独立基础1.3.2.梁﹑柱截面尺寸估算（1）主梁:纵向主梁de最长跨度为:L=7800mmh=(1/8~1/12)L=975mm~650mm取h=700mmb=(1/2~1/3)b=233mm~350mm取b=300mm故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=300mm×700mm横向主梁de跨度为L=7200mmh=(1/8~1/12)L=900mm~600mm取h=700mmb=(1/2~1/3)b=233mm~350mm取b=300mm故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=300mm×700mm（2）次梁:次梁LL-1:L2=5100/7200mmh=(1/12~1/18)L=600mm~400mm取h=500mmb=(1/2~1/3)b=250mm~167mm取b=200mm故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=200mm×500mm次梁LL-2:L1=7800mmh=(1/12~1/18)L=650mm~433mm取h=500mmb=(1/2~1/3)b=225mm~150mm取b=200mm故纵向框架主梁初选截面尺寸为:b×h=200mm×500mm（3）框架柱:取第六榀框架计算根据公式：其中为轴压比限值，一般取 各层de重力代表值近似取,由结构平面布置图可得中柱de负荷面积是7.8×(5.8+7.2)×1/2=50.7㎡，则竖向荷载de轴压力估计值：Nv=1.25×12×50.7×5=3802.5KNAc=3802.5/0.9×14.3=295455mm2则初选截面:b×h=550mm×550mm2.1板荷载de确定2.1.1楼面板de荷载：30厚水磨石地面0.03×0.65=0.0195KN/m220厚1：3水泥砂浆找平层0.02×20=0.4KN/m2100厚钢筋混泥土板25×0.1=2.5KN/m220厚1：3水泥砂浆抹底20×0.02=0.40KN/m2楼面恒载标准值3.32KN/m2楼面恒载设计值g=3.32KN/m2×1.2=3.98KN/m2楼面活荷载设计值q1=2.0KN/m2×1.4=2.8KN/m2走廊荷载设计值q2=2.5KN/m2×1.4=3.5KN/m2合计p1=g+q1=6.78KN/m2P2=g+q=7.48KN/m22.1.2屋面de荷载：10mm厚地缸砖0.01×18=0.18KN/m225厚粗砂垫层0.025×17=0.425KN/m240厚挤塑聚苯乙烯泡沫塑料板0.01KN/m24厚APP改性沥青防水卷材0.1KN/m220厚1：3水泥砂浆抹底20×0.02=0.40KN/m2120厚钢筋混泥土板25×0.12=3.0KN/m2合计4.115KN/m2屋面活荷载（上人屋面）2KN/m23次梁de计算取⑥轴线之间de次梁LL-1进行计算如图3.1 图3.1次梁布置图次梁LL-1截面尺寸及支承情况见图3.2图3.23.1正截面计算：3.1.1荷载de确定：恒荷载：次梁de自重：1.2×（0.5－0.1）×0.2×25=2.4KN/m梁侧抹灰：1.2×（0.5－0.1）×0.02×17×2=0.33KN/m楼板传来：边跨：3.9m×3.98KN/m2=15.5KN/m中跨：2.1×3.98KN/m2=8.40KN/m边跨：g1=15.5+2.4+0.33=18.23KN/m 中跨：g2=8.4+2.4+0.33=11.10KN/m活荷载：由板传来：边跨：q1=3.9×2.8KN/m2=10.92KN/m中跨：q2=2.1×3.5KN/m2=7.35KN/m合计：边跨：g1+q1=18.23+10.92=29.15KN/m中跨：g2+q2=11.10+7.35=18.45KN/m3.1.2内力de计算：计算跨度：CD跨：ln＋a/2=4.85m+0.2/2m=4.95m<1.025ln取：ln=4.95m同理求得：BD跨：ln=6.8mAB跨：ln=5.6m按等截面不等跨连续梁进行计算内力，计算简图如图3.3图3.3计算简图①求支座弯矩将板传来de三角行荷载及体形荷载换算为等效均布荷载：A-B跨：q`=（29.15-2.73）×（1-2×0.34^2+0.34^3）=21.35KN/mB-C跨：q`=（18.45-2.73）×5/8=9.83KN/mC-D跨：q`=（29.15-2.73）×（1-2×0.38^2+0.38^3）=20.24KN/m换算后de计算简图为： 采用弯矩分配法计算支座弯矩（单位：KN.m)②求各跨简支梁时跨中弯矩A-B跨：计算简图为:Fb右=Fa=29.15KN/m×（5.6+5.6-3.9）×1/4=53.20KNMab中=Fb右×5.6/2m－【29.15KN/m×(1.95/2）×（2.8-1.95×2/3）＋29.15×（2.8—1.95）^2/2KN/m】=95.8KN·mB-C跨：计算简图为Fc右=Fb左=18.75KN/m×1.58×1/4=8.53KNMbc中=Fc右×1.85/2m－18.45×(1/3)×1.85/2=2.2KN·m C-D跨：计算简图为Fc左=Fd=29.15KN/m×（4.95+4.95-3.9）×1/4=43.73KNMcd中=Fc左×4.95/2m－【29.15KN/m×(1.95/2）×（2.475-1.95×2/3）＋29.15×（2.475—1.95）^2/2KN/m】=92.73KN·m将支座弯矩与简支梁跨中弯矩叠加，叠加后de弯矩图见图3.4：图3.4次梁弯矩图(单位：KN)3.1.3钢筋de配置：次梁采用C30混泥土，钢筋采用HRB335，查表得次梁跨内截面按T行截面计算，翼缘计算宽度为：A-B跨：bf’=(1/3)lo=(1/3)×5600=1867mmB-C跨：bf’=(1/3)lo=(1/3)×1850=620mmC-D跨：bf’=(1/3)lo=(1/3)×4950=1650mm梁de有效高度：ho=500mm-35mm=465mm，翼缘厚：hf’=100mm判别T形截面类型:=1×14.3×620×100×（465－100/2）=367.94KN·m>Mmax均属于第一类截面钢筋面积de计算：①、A-B跨：αs=γoM/(α1fcbho^2)=1×60.41×10^6/1×14.3×1867×465^2=0.01 查表得As=α1fcbhoξ/fy=1×14.3×1867×465×0.01/300=413.8mm2P=As/bh=413.8/(200×500)=0.41%>Pmin选配2Φ16有效面积804mm2②、B-C跨：αs=γoM/(α1fcbho^2)=1×70.79×10^6/1×14.3×620×465^2=0.039查表得ξ=0.04As=α1fcbhoξ/fy=1×14.3×620×465×0.04/300=549.7mm2P=As/bh=549.7/(200×500)=0.55%>Pmin选配2Φ16有效面积804mm2③、C-D跨：αs=γoM/(α1fcbho^2)=1×70.44×10^6/1×14.3×1650×465^2=0.01查表得ξ=0.01As=α1fcbhoξ/fy=1×14.3×1650×465×0.01/300=365.7mm2P=As/bh=549.7/(200×500)=0.55%>Pmin选配2Φ16有效面积804mm23.2斜截面计算：Vmax=（g+q）lo÷2=24.08×5.8÷2=71.92KN0.25ftbho=0.25×14.3×300×465=498.7KN>Vmax截面尺寸满足要求0.7ftbho=0.7×14.3×300×465=1396.4KN>Vmax因此只需按构造配置箍筋，在两端加密区配置，其余配置4框架结构计算4.1框架计算简图及梁柱线刚度4.1.1确定框架计算简图框架de计算单元如图4.1，取③轴线上de一榀框架计算。框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。由于各层柱de截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面形心轴线之间de距离。底层柱高从基础顶面算至二层楼面，基顶标高根据地质条件、室内外高差，定位-1.45m，二层楼面标高为3.6m，故底层柱高为5.05m。其余各层为层高，及均为3.6m。由此可得出框架de计算简图如图4.2。4.2计算简图4.1.2框架梁柱de线刚度计算 对于中框架梁取：A-B跨梁：i1=EI/l=3.0×10^7KN/m2×2×(1/12）×0.3m×（0.7m）^3/5.8m=8.8×10^4KN·mB-D跨梁：i2=EI/l=3.0×10^7KN/m2×2×(1/12）×0.3m×（0.7m）^3/7.2m=7.1×10^4KN·m底层柱：i3=EI/l=3.0×10^7KN/m2×2×(1/12）×（0.55m）^4/5.05m=4.5×10^4KN·m2-5层柱：令，则其余各杆件de相对线刚度为：i2=7.1KN·m/8.8KN·m=0.8,i3=4.5KN·m/8.8KN·m=0.5,i4=6.3KN·m/8.8KN·m=0.7框架梁柱de相对线刚度如图4.2，作为计算各节点杆端弯矩分配系数de依据。4.2框架荷载计算4.2.1恒载标准值计算⑴屋面10mm厚地缸砖0.01×18=0.18KN/m225厚粗砂垫层0.025×17=0.425KN/m240厚挤塑聚苯乙烯泡沫塑料板0.01KN/m24厚APP改性沥青防水卷材0.1KN/m220厚1：3水泥砂浆抹底20×0.02=0.40KN/m2120厚钢筋混泥土板25×0.12=3.0KN/m2合计4.115KN/m2⑵楼面30厚水磨石地面0.03×0.65=0.0195KN/m220厚1：3水泥砂浆找平层0.02×20=0.4KN/m2100厚钢筋混泥土板25×0.1=2.5KN/m220厚1：3水泥砂浆抹底20×0.02=0.40KN/m2合计3.32KN/m2⑶梁自重梁自重25KN/m3×0.3m×（0.7m-0.1m）=4.5KN/m梁侧抹灰（0.7m-0.1m+0.3m）×0.02m×17KN/m3=0.31KN/m合计4.81KN/mb×h=200mm×500mm 梁自重25KN/m3×0.2m×（0.5m-0.1m）=2KN/m梁侧抹灰（0.5m-0.1m+0.2m）×0.02m×17KN/m3=0.21KN/m合计2.21KN/m⑷柱自重b×h=550mm×550mm柱自重25KN/m3×0.55m×0.55m=7.56KN/m梁侧抹灰0.01m×0.55m×17KN/m3×4=0.21KN/m合计7.94KN/m⑸外纵墙自重底层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.7m-2.7m）×0.2m=0.7921KN/m铝合金窗0.36KN/m2×2.7m=0.98KN/m水刷石外墙面0.5KN/m2×（3.6m－2.7m）=0.45KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－2.7m）=0.324KN/m合计2.546KN/m二—五层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.7m-2.1m）×0.2m=3.6KN/m铝合金窗0.36KN/m2×2.1m=0.76KN/m水刷石外墙面0.5KN/m2×（3.6m－2.1m）=0.9KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－2.1m）=0.65KN/m合计5.91KN/m⑹内纵墙自重底层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.7m）×0.2m=11.48KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－0.7m）×2=2.09KN/m合计13.57KN/m二—五层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.7m）×0.2m=11.49KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－0.7m）×2=2.09KN/m合计13.58KN/m⑺内纵墙自重底层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.5m）×0.2m=12.28KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－0.5m）×2=2.23KN/m 合计14.51KN/m二—五层：纵墙19.8KN/m3×（3.6m-0.5m）×0.2m=12.28KN/m水泥粉刷内墙面0.36KN/m2×（3.6m－0.5m）×2=1.05KN/m合计12.54KN/m4.2.2活载标准值屋面和楼面活荷载标准值，根据《荷载规范》查得：不上人屋面：2.0KN/m楼面：办公室：2.0KN/m楼梯：2.5KN/m走廊：2.5KN/m4.2.3竖向荷载下框架受荷总图（1）A～B轴间框架梁板传荷载：屋面及楼面板至梁上de梯形荷载等效为均布荷载，荷载de传递示意图见图4.图4.3楼板荷载示意图屋面：恒载：4.115kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×2＝12.97kN/m活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×2＝6.32kN/m楼面：恒载：3.32kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×2＝10.46kN/m活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×2＝6.30kN/m梁自重：4.81kN/mA～B轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=4.81kN/m+12.97kN/m=17.78kN/m活载=板传荷载=6.32kN/m楼面梁： 恒载=梁自重+板传荷载=4.81kN/m+10.46kN/m=15.27kN/m活载=板传荷载=6.30kN/m（2）B～D轴间框架梁板传荷载：屋面：恒载：4.115kPa×1.95m×(1-2×0.27+0.27)×2＝14.29kN/m活载：2.0kPa×1.95m×(1-2×0.27+0.27)×2＝6.96kN/m楼面：BC段：恒载：3.32kPa×1.05m×0.625×2＝4.36kN/m活载：2.5kPa×1.05m×0.625×2＝3.29kN/m梁自重：4.81kN/mCD段：恒载：3.32kPa×2.1m×(1-2×0.38+0.38)+3.32kPa×1.95m×(1-2×0.38+0.38)＝10.30kN/m活载：2.0kPa×2.1m×(1-2×0.38+0.38)+2.0×1.95m×(1-2×0.38+0.38)＝6.21kN/m梁自重：4.81kN/mC3集中荷载：楼面：恒载=板传荷载+梁C2C3自重+梁C3C4自重=4.115KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×3.6m×2+4.115KN/m×2.1m×0.625×4.2m+4.115KN/m×1.95m×0.625×3.6m+4.8KN/m×7.2m=105.39KN活载=板传荷载=2.5KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×3.9m×2+2.0KN/m×2.1m×0.625×4.2m+2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m =38.04KNB～D轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=4.81kN/m+14.29kN/m=19.10kN/m活载=板传荷载=6.96kN/m楼面梁：BC段：恒载=梁自重+板传荷载=4.81kN/m+4.36kN/m=9.17kN/m活载=板传荷载=3.22kN/mCD段：恒载=梁自重+板传荷载=4.81kN/m+10.30kN/m=15.11kN/m活载=板传荷载=6.21kN/m（3）柱纵向集中荷载计算A轴柱纵向集中荷载计算顶层柱女儿墙做法：墙高1250mm，100mmde混凝土压顶女儿墙自重：0.24m×1.2m×18kN/m＋0.1m×0.24m×25kN/m＋(1.2m×2＋0.24m）×2.0kPa＝11.06kN/m顶层柱恒载＝女儿墙＋梁自重＋板传荷载＝7.10kN/m×7.8m＋4.81kN/m×(7.8m+2.9m)+4.115KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+4.115KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×5.8m＝211.45kN顶层柱活载＝板传荷载＝2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+2.0KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×5.8m ＝35.83kN标准层柱恒载＝墙自重+梁自重＋板传荷载＝5.91kN/m×7.8m+13.58kN/m×2.9m+4.81kN/m×(7.8m+2.9m)+3.32KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×5.8m+3.32KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2＝201.23kN标准层柱活载＝板传荷载＝2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+2.0KN/m×1.95m×(1-2×0.34+0.34)×5.8m＝35.83kN基础顶面恒载＝底层外纵墙自重＋基础梁自重＝2.546kN/m×(5.8m－0.55m)＋2.5kN/m×(5.8m－0.55m)＝26.49kNB轴柱纵向集中荷载计算顶层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＝4.81kN/m×(7.8m+3.6m)+4.115KN/m×1.95m×0.625×3.6m×4+13.49KN/m×3.6m＝175.62kN顶层柱活载＝板传荷载＝6.32KN/m×2,9m+2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×4+6.96KN/m×3.6m＝78.48kN标准层柱恒载＝墙自重+梁自重＋板传荷载＝13.58KN/m×(7.8m+2.9m+3.6m)+4.81KN/m×(7.8m+2.9m+3.6m)×3.32KN/㎡×1.95m×0.625×7.2m+3.32KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×7.8m+10.86KN/m×2.9m＝346.61KN标准层柱活载＝板传荷载＝2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+2.5KN/m×1.05m×(1-2×0.27+0.27)×7.8m+6.30m×2.9m＝54.06kN 基础顶面恒载＝底层外纵墙自重＋基础梁自重＝2.546kN/m×(5.8m－0.55m)＋2.5kN/m×(5.8m－0.55m)＝26.49kND轴柱纵向集中荷载计算顶层柱恒载＝女儿墙＋梁自重＋板传荷载＝11.06kN/m×7.8m＋4.81kN/m×(7.8m+2.9m)+4.115KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2+13.49kN/m×3.6m＝222.4kN顶层柱活载＝板传荷载＝1.61KN/m×2.9m+2.0KN/m×1.95m×0.625×7.2m＝22.22kN标准层柱恒载＝墙自重+梁自重＋板传荷载＝5.91kN/m×7.8m+13.58kN/m×3.6m+4.81kN/m×(7.8m+2.9m)+3.32KN/m×1.95m×0.625×7.2m＝175.59kN标准层柱活载＝板传荷载＝2.0KN/m×1.95m×0.625×3.6m×2＝17.55kN基础顶面恒载＝底层外纵墙自重＋基础梁自重＝2.546kN/m×(5.8m－0.55m)＋2.5kN/m×(5.8m－0.55m)＝26.49kN框架在竖向荷载作用下de受荷总图如图4.4 图4.4竖向荷载作用下de受荷总图（均为标准值）单位：柱上集中荷载为KN梁上集中荷载为KN/m4.3框架梁柱内力de计算4.3.1框架梁柱弯矩de计算（采用弯矩二次分配法）⑴恒载作用下de弯矩计算简图4.5 图4.5恒载作用下de内力计算（KN.m)⑵活载作用下de弯矩计算简图4.6 图4.6活载作用下de内力计算（KN.m)⑶恒载作用下de弯矩图4.7 图4.7恒载作用下de弯矩图（KN.m)⑷活载作用下de弯矩图4.8 图4.8活载作用下de弯矩图（KN.m)⑸恒载作用下de剪力图4.9 图4.9恒载作用下de剪力图（KN)⑹活载作用下de剪力图4.10 图4.10活载作用下de剪力图（KN)⑸恒载作用下de轴力图4.11 图4.11恒载作用下de轴力图（KN)⑹活载作用下de轴力图4.12 图4.12活载作用下de轴力图（KN) 4.4风荷载作用下de弯矩计算4.4.1风荷载标准值计算作用在屋面梁和楼面梁节点处de集中风荷载标准值：式中基本风压ω0=0.7KN/m2风压高度变化系数，因建设地点位于某市城南大街一侧，所以地面粗糙度为C类；风荷载体型系数，根据建筑物de体型查《荷载规范》得风振系数，基本自振周期对于钢筋混凝土框架结构可用（n是建筑层数）估算，大约为0.40s>0.25s,应考虑风压脉动对结构发生顺风向风振de影响，下层柱高；上层柱高，对顶层女儿墙高度de2倍；迎风面de宽度，B=7.8m.计算过程见表4.1。表4.1离地高度z/m19.450.741.01.30.73.62.616.5115.850.741.01.30.73.63.618.9412.250.741.01.30.73.63.618.948.650.741.01.30.73.63.618.945.050.741.01.30.75.053.622.754.4.2风荷载作用下de位移验算4.4.1侧移刚度D见表4.2和表4.34.4.2风荷载作用下框架侧移计算水平荷载作用下框架de层间侧移可按下式计算： 式中：第j层de总剪力；-第j层所有柱de抗移刚度之和；-第j层de层间侧移。表4.2横向2~5层D值de计算构件名称A轴柱2×8.8×10^4/2×6.3×10^4=1.400.4123917B轴柱2×(8.1+7.1)×10^4/2×6.3×10^4=2.410.5532083D轴柱2×7.1×10^4/2×6.3×10^4=1.130.3621000表4.3横向底层D值de计算构件名称A轴柱8.8×10^4/4.5×10^4=1.960.6213128B轴柱(8.8＋7.1)×10^4/4.5×10^4=3.530.7315457D轴柱8.8×10^4/4.5×10^4=1.960.6213128第一层de层间侧移值求出以后，就可以计算各楼板标高处de侧移值de顶点侧移值，各层楼板标高处de侧移值是该层以下各层层间侧移之和。顶点侧移是所有各层层间侧移之和。j层侧移顶点侧移框架在风荷载作用下侧移de计算见表4.4表4.4层次516.3116.31770000.00021/18000 418.9435.25770000.00051/7200318.9454.19770000.00071/5142218.9473.13770000.00101/3600122.7595.88417130.00231/2195=0.0047m侧移验算：层间侧移最大值1/2108<1/550（满足要求）4.4.3各层柱反弯点和弯矩de确定由于该框架为规则框架承受均布水平作用，因此直接查表确定反弯点高度比，计算简图如图4.13，计算结果见表4.5图4.13计算简图第五层柱MP柱NQ柱ORM（KN.m）i=1.13y0=0.35y=0.35*3.6=1.26mαc=i/2+i=0.36i=2.41y0=0.41y=0.41×3.6=1.48mαc=i/2+i=0.55i=1.4y0=0.36y=0.36×3.6=1.30mαc=i/2+i=0.41MMP=4.45¡×（3.6-1.26）=10.41MMP=4.45¡×1.26=5.61MMP=6.80¡×（3.6-1.48）=14.42MMP=6.80¡×1.48=10.06 Vi5=16.31×0.36/1.32=4.45KNVi5=16.31×0.55/1.32=6.80KNVi5=16.31×0.41/1.32=5.07KNMMP=5.07¡×（3.6-1.3）=11.66MMP=5.07¡×1.3=6.59第四层柱JM柱KN柱LOM（KN.m）i=1.13y0=0.40y=0.4×3.6=1.44mαc=i/2+i=0.36Vi5=35.25×0.36/1.32=9.61KNi=2.41y0=0.45y=0.45×3.6=1.62mαc=i/2+i=0.55Vi5=35.25×0.55/1.32=14.69KNi=1.4y0=0.41y=0.41×3.6=1.48mαc=i/2+i=0.41Vi5=35.25×0.41/1.32=10.95KNMMP=9.61×（3.6-1.44）=20.76MMP=9.61¡×1.44=13.84MMP=14.69¡×（3.6-1.62）=29.09MMP=14.69¡×1.62=23.80MMP=10.95¡×（3.6-1.48）=23.21MMP=10.95×1..48=16.21第三层柱GJ柱HK柱ILM（KN.m）i=1.13y0=0.45y=0.3×3.6=1.44mαc=i/2+i=0.36Vi5=54.19×0.36/1.32=14.78KNi=2.41y0=0.50y=0.50×3.6=1.8mαc=i/2+i=0.55Vi5=54.19×0.55/1.32=22.58KNi=1.4y0=0.46y=0.46×3.6=1.66mαc=i/2+i=0.41Vi5=54.19×0.41/1.32=16.83KNMMP=14.78×（3.6-1.62）=29.26MMP=14.78¡×1.62=23.94MMP=22.58¡×（3.6-1.8）=40.64MMP=22.58¡×1.8=40.64MMP=16.83¡×（3.6-1.66）=32.65MMP=16.83×1.66=27.94柱CG柱EH柱FIM（KN.m） 第二层i=1.13y0=0.50i=2.41y0=0.50i=1.4y0=0.50MMP=22.85×（3.6-1.8）=41.13MMP=22.85¡×1.8=41.13y=0.50×3.6=1.8mαc=i/2+i=0.36Vi5=83.77×0.36/1.32=22.85KNy=0.50×3.6=1.8mαc=i/2+i=0.55Vi5=83.77×0.55/1.32=34.90KNy=0.50×3.6=1.8mαc=i/2+i=0.41Vi5=83.77×0.41/1.32=26.02KNMMP=34.90¡×（3.6-1.8）=62.82MMP=34.90×1.8=62.82MMP=26.02¡×（3.6-1.8）=46.84MMP=26.02×1.8=46.84第一层柱DC柱BE柱AFM（KN.m）i=1.96y0=0.60y=0.60*3.6=2.16mαc=i+0.5/2+i=0.62Vi5=106.52×0.62/1.97=33.52KNi=3.53y0=0.55y=0.55×3.6=1.98mαc=i+0.5/2+i=0.73Vi5=106.52×0.73/1.97=39.47KNi=1.96y0=0.60y=0.60×3.6=2.16mαc=i+0.5/2+i=0.62Vi5=106.52×0.62/1.97=33.52KNMMP=33.52×（3.6-2.16）=48.27MMP=33.52¡×2.16=72.40MMP=39.47¡×（3.6-1.98）=63.94MMP=39.47×1.98=78.15MMP=33.52¡×（3.6-2.16）=48.27MMP=33.52×2.16=72.40⑴风荷载作用下de弯矩图4.14（梁de弯矩，根据起线刚度进行分配） 图4.14风载作用下de弯矩图（KN）(2)风载作用下de剪力图（KN)图4.15 图4.15风载作用下de剪力图（KN)⑶风荷载作用下de轴力图4.16 图4.16风载作用下de轴力图（KN)4.6内力组合根据上节内力计算结果，根据最不利又是可能de原则进行内力组合。其中梁de控制截面为梁端、跨中，根据结构每层有六个控制截面，即图4.21(a)中de 1、2、3、4、5、6号截面；柱则分为左边柱、中柱及右边柱（即D柱、B柱、A柱）,截面形式见图4.21(b)；对于梁de跨中弯矩乘以增大系数1.2，各层梁柱de内力组合过程见各表。图4.21框架截面标号 表4.6梁内力组合层截面恒载活载风载梁内力组合MmaxMmin|V|max①A组合B组合C组合MVMVMVMVMVMVMVMVMV顶层1-42.2167.0729.5426.2810.41-4.45-92.01117.28-74.76107.99-75.73109.29　　　　　　251.20　19.46　-1.03　88.68　85.96-1.3088.19-1.0188.69　-1.30　　　　3-85.81-84.14-25.66-25.08-6.69-6.81-138.9-136.1-143.73-141.15-147.55-132.22　　-147.55-132.22-143.73-141.154-67.5778.22-1.720.867.53-81.06123.07-73.74120.15-85.56126.04　　-85.56126.04-73.74120.15539.63　14.03　-1.267.20　65.23-1.51　67.251.1867.25　-1.51　　　　6-11.7-58.87-2.51-23.86-11.7-4.71-17.55-104.1-31.89-106.64-29.68-107.47　　　　　　标准层1-131.497.24-19.5223.79-15.3-184.9149.99-182.22127.42-196.45154.59　　　　　　2273.1　87.47　-9.96　450.19　437.94　-12.54454.42　454.42　　　　　3-194.3-142.5-38.46-43.45-30.4-23.4-287.1-231.7-319.92-255.11-329.84-257.97　　-329.84-257.97-329.84-257.974-86.7772.11-24.8922.3430.53-138.6117.81-111.23114.68-122.67119.24　532.58　7.45　11.7549.53　48.48　51.28　51.28　　　　　6-4.9-44.65-7.888.38-51.6-16.2-16.9165.31-80.8043.76-64.8952.64　　-80.8043.76-80.8043.76底层1-119.995.76-17.6723.6883.37-27.3-168.6148.06-61.05119.46-166.67-165.35　　　　　　2279.9　88.49　-16.9　459.74　447.35　-21.26464.56-16.53　464.56　-16.53　　　　　3-190.1-143.4-38.18-43.57-49.4-33.0-281.5-232.9-338.38-268.49-342.38-275.70　　-342.38-275.70-342.38-275.704-93.9773.85-25.7322.7659.73-19.1-148.79120.48-69.9293.29-98.24107.03　　-148.79120.48531.80　7.54　　48.72　47.66　51.91　51.91　　　　　6-2.39-43.35-6.948.16-89.1-27.312.5863.44-123.8527.92-77.7338.58　　　　-123.8527.92 4.7框架梁de截面设计4.7.1框架梁截面设计计算根据内力组合，以底层层框架纵向主梁BD加以配筋计算。梁控制截面内力设计值，利用受弯构件正截面承载力和斜截面承载力计算公式，计算出所需纵向钢筋及箍筋。混凝土强度等级采用C30，。钢筋采用HRB335，，,截面，计算跨度lo=7200mm。采用双筋矩形截面公式，保护层厚度取，则梁有效高度。4.7.2梁de正截面受弯承载力计算由表000可知:纵向主梁最不利内力在支座和跨中，支座de弯矩为M=-342.38KN﹒m。因为板与梁是整体现浇，因此按照T形截面计算。T形截面受弯构件正截面承载力计算时，翼缘计算宽度取三者中de最小值。按计算跨度考虑：bf=1/3lo=1/3×7200mm=2400mm；按梁净距考虑：b+sn=(300+7200-300)mm=7200mm；按翼缘高度考虑：，不受翼缘限制，所以，翼缘计算宽度判断T形截面梁de类型：α1fcbf`hf`(ho-hf/2)=1.0×14.3×2400×100×(655-100/2)=2110.68KN﹒m>342.38KN﹒m根据上式结果可以判断该梁属第一类T形截面类型，同时该榀框架中所有纵向主梁均属第一类T形截面。as=M/α1fcbho^2=342.38×10^6/1.0×14.3×2400×655^2=0.02ξ=1-(1-2as)^(1/2)=0.02<ξb=0.55As=α1fcbhoξ/fy=1×14.3×2400×665×0.02/300=1521.52mm2选配5B20有效面积1571mm2满足规范要求配筋率：P=As/bh=1521.52/(300×700)=0.41%>Pmin=0.2%底层梁EF跨中：M=494.83KN﹒mas=M/α1fcbho^2=494.83×10^6/1.0×14.3×2400×655^2=0.03ξ=1-(1-2as)^(1/2)=0.03<ξb=0.55As=α1fcbhoξ/fy=1×14.3×2400×665×0.03/300=2282.28mm2选配5B25有效面积2454mm2配筋率：P=As/bh=2454/(300×700)=1.17%>Pmin=0.2%满足规范要求4.7.3梁de斜截面受弯承载力验算和配筋（1）、验算梁截面尺寸是否满足要求 满足要求。（3）、判断是否需要按计算配置箍筋故按计算配置箍筋，采用HPB335级钢筋进行斜截面受剪承载力验算。当剪力完全由混凝土和箍筋承担时，T形截面梁de箍筋按下列公式计算：所以，若选用双肢箍，，n=2代入上式可得：因为故规范规定梁中de箍筋de最大间距为，这里箍筋de间距取所以边跨梁de箍筋采用de双肢箍。配筋率：显然，满足要求，且所选箍筋直径和间距均符合构造规定。故箍筋选用：加密区，；非加密区，。4.8框架柱de配筋计算4.8.1柱de正截面承载力计算选取第一层D轴线上de柱进行计算和配筋：柱de配筋采用对称式（以利于不同方向de地震作用），为便于施工，柱子纵向钢筋绑扎接头，应避开箍筋加密区。搭接、锚固及截断见混凝土结构施工整体平面整体表示方法制图规则和构造详图：03G101—1。柱截面尺寸为，，。（1）确定钢筋和混凝土de材料强度及几何参数采用混凝土，，，采用级钢筋，，，，。 查柱组合表可以知：D轴线柱Mmax=464.56KN﹒m,Nmax=3809.39KN（2）判断大小偏心受压原始偏心距e0=M/N=464.56×10^3/3809.39=122mm附加偏心距，取初始偏心距ξ1=Nb/Nmax=0.5fcA/3809.39=2162.88/3809.39=0.57<1.0，取lo/h=4250/550=7.73<15，取η=1+1×ξ1ξ2(lo/h)^2÷(1400ei/h)=1+1×1×1×（4250/550）^2÷(1400×142/515)=1.15e=ηei+h/2-as=1.15×142+275-35=403.3ηei=163.3>0.3×403.3=120.99按大偏心受压情况计算。（3）求和As=As`=Ne-α1fcbho^2ξb(1-0.5ξb)/fy`(ho-as`)=3809.39×10^3×403.3-1×14.3×550×515^2×0.55×(1-0.5×0.55)/300×(515-35)=4892.62mm2>pminbh=0.002×550×550=605mm2选配都为10φ25实际配筋面积为4909m㎡。由《规范GB50010-2010》可知，纵向钢筋de最小配筋率：角柱为，边柱和中柱为。配筋率：满足要求。4.8.2柱de斜截面承载力计算《GB50010-2010混凝土结构设计规范》规定对矩形截面框架柱de截面必须满足：，此外，当满足时，可不进行斜截面抗剪承载力计算，而仅需按普通箍筋de轴心受压构件de规定配置构造箍筋。柱上端弯矩设计值为M=88.69KN﹒m，对于三级抗震等级，柱底de弯矩设计值为，M=454.42KN﹒m框架柱de剪力设计值为：V=126.64KN,轴力设计值为：N=3809.39KN。0,25βcfcbho=0.25×1.0×14.3×550×515=972.11KN>V=126.64KN满足要求。 剪跨比：λ=Hn/2ho=4250/2×515=4.13>3取λ=3.0N/fcA=3809390/14.3×550×550=0.88>0.30所以，则，1.75ftbho+0,07N=[1.75×14.3×550×550N/〔3+1.0〕+0.07×3809390]N=443.8KN>126.64KN所以只需按照构造要求配置箍筋，箍筋为复式箍四肢，在刚性地面上下各500范围内箍筋加密，为。框架柱de裂缝宽度：因，根据《GB50010-2002混凝土结构设计规范》de要求，可不必进行验算。图4.22柱截面配筋图5基础de计算5.1基础de设计计算D轴线柱下de基础，基础采用钢筋混凝土独立基础，基础底面标高为-2.3，假定基础高度为，Mmax=464.56KN/m,Nmax=3809.39KN,Vmax=126.64KN,基础材料选用混凝土，级钢筋，地基承载力特征值为。5.1.1初步选择基础截面尺寸基础底面积，A≥N/fa-20d=3809.39/300-20*2.3=15.00m2考虑到偏心荷载作用应力分布不均匀，故A=15.00*1.2=18.00m2初步选择基础底面尺寸：l=4.5m,b=4.5m。5.1.2计算基底净反力偏心距en,o=M+0.6V/N=464.56+126.64*0.6/3809.39=0.14m基础边缘处de最大和最小净反力Pn,max=F(1+6en,o/L)/Lb=3809.39(1+6*0.14/4.5)/4.5*4.5=223.24Kpa Pn,min=F(1-6en,o/L)/Lb=3809.39(1-6*0.14/4.5)/4.5*4.5=153.00Kpa5.1.3基础高度（采用阶梯形基础）8柱边基础截面抗冲切力验算l=4.5m,b=4.5m，取柱宽度，所以，初步选择基础高度，从下至上分,两个台阶（有垫层）取宽加两倍基础有效高度，所以因偏心受压，取。冲切力Ft=pn,max{(l/2-ac/2-ho)b-(b/2-bc/2-ho)^2}=223.24*{(4.5/2-0.55/2-1.1)*4.5-(4.5/2-0.55/2-1.1)^2}=708.09KN抗冲切力0.7βhpftamho=0.7×1.0×1.43×10^3×1.45×1.10=1596.60KN>Fl=708.09KN满足要求。9变阶处抗冲切验算为上阶宽度，则at=bt=2.25ma1=2.25m,ho=450-50=400mmat+2ho1=2.25+2*0.4=3.05mam=at+ab/2=(2.25+2.95)/2=2.65m冲切力Ft=pn,max{(l/2-ac/2-ho)b-(b/2-bc/2-ho)^2}=223.24*{(4.5/2-2.25/2-0.4)*4.5-(4.5/2-2.25/2-0.4)^2}=610.98KN抗冲切力0.7βhpftamho=0.7×1.0×1.43×10^3×2.65×1.25=1061.06KN>Fl=610.98KN满足要求。5.2基础配筋计算选用级钢筋，。1-1截面（柱边）柱边净反力Pn=Pn,min+(L+ac/2L)(Pn,max–Pn,min)=153.00+(4.5+0.55)(223.24-153.00)/2*4.5=192.41kpa 悬臂部分净反力平均值1/2(Pn,max+Pn1)=1/2*(223.24-153.00)KPa=188.12KPa弯矩M1=1/24(Pn,max+Pn1/2)(L-ac)^2(2b+bc)=1/24*188.12*(4.5-0.55)^2*(2*4.5+0.55)=1167.94KN﹒mAs,1=M1/0.9fyho=1167.94*10^6/0.9*210*1100=5617.80mm22-2截面（变阶处）Pn,2=Pn,min+(L+a1/2L)(Pn,max–Pn,min)=153.00+(4.5+2.25)(223.24-153.00)/2*4.5=205.68kpa弯矩M2=1/24(Pn,max+Pn,3/2)(L-L1)^2(2b+b1)=1/24*(223.24+205.68/2)*(4.5-2.25)^2*(2*4.5+2.25)=508.92KN﹒mAs,2=M2/0.9fyho=489.13*10^6/0.9*210*400=6731.79mm2比较和，应按面积最大de来配钢筋，即采用de面积配筋。实际配筋为18φ22，As=6841.8mm2。基础配筋参见图5.1 图5 '