仪征市某社区综合管理楼结构设计计算书

'仪征市某社区综合管理楼结构设计计算书一、设计资料1、设计任务书提供的有关结构设计资料仪征市某社区拟建一座复合功能的社区综合建筑，建筑面积3500~4000m2左右，拟建房屋所在地抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g。基本雪压S0=0.4kN/m2，准永久值系数为0，基本风压ω0=0.45kN/m2，地面粗糙度为C类。主导风向为南、东南，降雨强度：10毫米/小时（ph＝5）。场地土覆盖层厚度为50m。地质资料如表1.1：表1.1地质资料平均厚度(m)fak(kN/m2)天然含水量ω(%)重度γ(kN/m3)压缩系数α(mm2/N)压缩模量Es(N/mm2)e剪切波速Vs(m/s)1.表层土0.79701402.粉土2.0114036.118.30.1910.30.9492503.粉砂Ⅰ1.9516029.619.40.1115.90.7762804.粉砂Ⅱ2.3618029.119.40.1215.90.7635202、建筑设计提供的有关结构设计资料建筑平面及剖面见图1.1~1.2。由于建筑左右不对称，左低右高，且在五层左右部分有错层，为满足抗震要求，在4轴线处设置防震缝，缝宽200mm(GB50011－6.1.4)，这样将多出一条1/4轴线。3、结构设计规范《建筑结构制图标准》GB/T50105－2001《建筑地基基础设计规范》GB50007－2002《建筑结构荷载规范》GB50009－2001《混凝土结构设计规范》GB50010－2002《建筑抗震设计规范》GB50011－2001《建筑物抗震构造详图》二、结构方案选择上部结构方案：主要承重结构体系采用普通框架结构。建筑主体高22.08m，小于规范规定的最大适用高度55m(GB50011－6.1.1)。楼屋盖结构采用现浇钢筋混凝土肋形楼盖。基础结构方案：纵向条形基础。三、结构布置根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求，进行了建筑平面、立面及剖面的设计，其建筑平面、剖面及结构平面分别见图1.1、1.2和3.1~3.4。主体结构1~4轴为5层，4~8轴为6层，多功能厅层高为4.5m，第五层(4~8轴)层高为4.08m，其余为3.6m。局部突出屋面的塔楼为电梯机房，层高为3.0m。外墙采用KM1空心砖，内墙采用加气混凝土砌块。门为木门，门洞尺寸为0.9m×2.4m；窗为铝合金窗，窗高2.1m，高窗高0.5m。1、柱网布置以建筑设计为基础，确定柱网布置。横向柱网以房屋进深为间距，分别为6.6m，3.0m，6.6m；纵向柱网以房屋开间为主要依据布置，取为7.2m。框架柱升到女儿墙顶。由于建筑左右不对称，左低右高，且在五层左右部分有错层，为满足抗震要求，在4轴线处设置防震缝，缝宽200mm(GB50011－6.1.4)，这样将多出一条1/4轴线。2、梁板布置在柱网布置的基础上，根据结构受力需要和板的经济跨度要求在纵向每两根柱之间设置一道次梁，确定荷载传力途径为一级次梁—框架梁，框架承重体系为纵横向承重。现浇板做成双向板，板厚100mm。主入口处雨蓬为轻钢雨篷，需经专业厂家设计施工；次入口及货物入口处雨篷为悬挑板，悬挑长度分别为1.5m和1.0m。3、楼、电梯布置框架结构中的电梯井壁采用加气混凝土砌块砌筑，采用每层的梁承托每层的墙体重量，第2页 （最左边房间的右墙放到哪？所有的墙下面应该有梁支撑。左下侧楼梯的平台梁放到构造柱上，构造柱再放到次梁上，这样合理吗？右上角楼梯处应该加柱子。图不要超出页面范围）图1.1建筑平面图图1.2建筑剖面图第2页 毕业设计梯井四角加构造柱。电梯井的尺寸由建筑选定的电梯型号的电梯厂家的样本上提供，内壁尺寸不得改变。电梯速度为1.0m/s时，顶站高≥4500mm、井坑高≥1400mm，保证有足够缓冲区。顶层由于电梯缘故较标准层高，采用的做法为将电梯所在柱网局部提高。由于轿厢顶部的吊架及隔音层都要占去一定的空间，机房的地板面一般都要高出屋面。机房地板上在井筒的范围内，留有两个用来提升轿厢及对重用的方孔，以便钢丝绳穿过，并考虑钢丝绳晃动。平时地板上并没有什么荷载，但要考虑机房设备安装和检修荷载，取7kN/m2(GB50009－4.1.1)。机房顶板的下面埋置一个吊钩，供安装和检修用。在楼梯间尽量避免短柱，将休息平台梁不与框架柱联结，而单独支承在由各层梁上另起的构造柱上。200×250mm小柱仅层高的一半，设于框架梁上，且埋于墙中，平台梁与小柱接口按铰接。楼梯用板式楼梯，方便设计及施工，也较美观。（1.楼梯四周都应该有框架柱支撑。2.电梯井四周应该加强，四周应采用钢筋混凝土墙。）4、墙体外墙：外墙只起围护作用，在满足保温、隔热的同时质轻，以减轻结构的负担。采用的材料为KM1空心砖。砌块直接砌于框架梁上，梁下直接安设门窗，不再设过梁。内墙：卫生间墙面贴瓷砖，隔墙采用190加气混凝土砌块。填充墙不考虑抗侧力作用，与框架柱柔性连接，墙顶与框架紧密结合。沿框架柱高每隔500mm配置2φ6拉筋，伸入填充墙的长度不小于墙长的1/5且不小于700mm。5、基础持力层选择粉土层，基础底面标高为-2.45m，基础型式采用纵向条形基础，基础顶面至室外地面的距离为0.5m，具体尺寸及形状见基础设计部分。在4轴线设沉降缝，缝宽120mm。6、结构平面布置见图3.1~3.4。图3.1结构平面布置图(1~2层)第91页 毕业设计图3.2结构平面布置图(3~4层)图3.3结构平面布置图(5层)图3.4结构平面布置图(6层)第91页 毕业设计7、框架计算简图框架结构计算简图如图3.5所示。取柱的形心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板底，2~6层柱高度即为层高，2、3、4、6层取3.6m，5层取4.08m；底层柱高度从基础顶面取至一层板底，即h1=3.6（室内地面至第一层楼板顶面的高度）+0.45+0.5（基础顶面至室外地面的距离）-0.1（板厚）=4.45m。突出屋面的电梯机房取层高3.0m。(a)横向框架(b)纵向框架图3.5框架结构计算简图四、主要结构材料选用1、钢筋框架梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB335钢筋，纵向构造钢筋采用HRB335钢筋，箍筋采用HPB235钢筋；板的受力钢筋采用HPB235钢筋，构造钢筋采用HPB235钢筋。2、混凝土框架梁、柱、楼面板和屋面板采用C30级混凝土，基础采用C20级混凝土，基础垫层采用C10级混凝土。基础单独施工，柱筋插入，浇至基础顶面。五、构件截面尺寸及几何参数1、框架梁框架梁的截面高度可取其跨度的1/14~1/10；截面宽度可取其截面高度的1/3.5~1/2，不小于1/4，并应适当考虑梁上所砌筑墙体的厚度（阴角），b≥250。上述取值仅考虑跨度，没考虑荷载，初步确定框架梁的截面尺寸后，将按简支梁进行估算。估算时将简支梁的荷载取为实际荷载（恒、活载）的70%左右，因实际两端为约束，并据此进行内力计算和单筋矩形正截面及斜截面配筋计算，如所得纵向钢筋配筋率和箍筋配箍率均在适当范围内，则可认为所选择的框架梁截面尺寸是基本合适的。具体计算过程如下：由上估算的梁截面尺寸为：框架横梁及纵梁截面高度均为600mm、宽300mm，次梁高500mm、宽250mm。取5轴的CD梁段，取2层的楼面荷载：恒载设计值梁自重板传来梁上墙体活载设计值第91页 毕业设计折减70%后为115.65kN·m。梁下部受拉时，按T形截面设计。翼缘计算宽度：按跨度考虑，；按梁间距考虑，；按翼缘厚度考虑，，，此种情况不起控制作用；故取。梁内纵向钢筋采用HRB335级钢筋，，采用C30级混凝土，，下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为属第一类T形截面。选配318，，，满足要求。经验算斜截面受剪承载力也满足要求。截面尺寸选择适当。（验算斜截面受剪承载力的过程呢？）2、框架柱截面尺寸框架柱的长边边长可取为框架柱一层高的1/12~1/16。考虑到框架结构可能在纵横两个方向承受地震作用，框架柱在两个方向上都应具有较好的刚度和承载力，因而框架柱采用正方形的矩形截面。从大量工程设计结果来看，钢筋混凝土高层建筑单位建筑面积的重量（竖向总荷载）框架、框架剪力墙结构约为12~14kN/㎡；剪力墙和筒体结构约为14~16kN/㎡。初步设计时按受荷面积估算轴力N，乘上1.2－1.4的系数，用规范所要求的轴压比确定柱截面尺寸。近似按轴压柱来计算轴压比，实际不为轴压，留有余地。框架柱的截面尺寸还应满足抗侧刚度要求，在多遇地震作用下，其层间水平侧移和顶点侧移均应满足《建筑抗震设计规范》的相应要求。由规范可知，框架的抗震等级为三级(GB50011-6.1.2)，其轴压比限值λ=0.9(GB50011-6.3.7)；各层重力荷载代表值近似取14kN/m2，由图1.3可知边柱及中柱的负载面积分别为7.2×3.3m2和7.2×4.8m2。由式可得柱截面面积为边柱第91页 毕业设计中柱柱截面取为正方形，底层柱b×h=550×550mm，上层柱b×h=500×500mm，则底层柱截面积为302500mm2,均大于以上两值，满足要求。3、现浇板厚度现浇连续双向板厚度一般不小于其跨度（短边）的1/50。同时，民用建筑的板厚不得小于60mm（单向），工业建筑的板厚不得小于70mm（单向），双向板不得小于80mm。故取板厚为100mm。4、各楼层各框架梁的线刚度ib对于现浇框架，当楼盖或屋盖与框架整体浇筑时，若按矩形截面计算的框架梁惯性矩为I0，则中框架（框架梁两侧均有现浇楼板或屋面板）的惯性矩取为2I0，边框架（框架梁仅一侧有现浇楼板或屋面板）的惯性矩取为1.5I0。各楼层各框架梁的线刚度ib见表5.1。表5.1各楼层各横向框架梁的线刚度ib计算表类别层次Ec(N/mm2)b×h(mm×mm)I0(mm4)l(mm)EcI0/l(N·mm)1.5EcI0/l(N·mm)2EcI0/l(N·mm)边横梁1~73.15×104300×6005.4×10966002.577×10103.866×10105.154×1010走道梁1~63.15×104300×6005.4×10930005.67×10108.505×10101.134×10115、各楼层各框架柱的线刚度ic各楼层各框架柱的线刚度ic见表5.2。表5.2各楼层各框架柱的线刚度ic计算表层次hc(mm)Ec(N/mm2)b×h(mm×mm)Ic(mm4)EcIc/hc(N·mm)144503.15×104550×5507.626×1095.398×10102~436003.15×104500×5005.208×1094.557×1010540803.15×104500×5005.208×1094.021×1010636003.15×104500×5005.208×1094.557×1010730003.15×104500×5005.208×1095.468×10106、各楼层各框架柱的抗侧刚度D及各楼层框架柱的抗侧刚度之和∑D各楼层各框架柱的抗侧刚度D及各楼层框架柱的抗侧刚度之和∑D见表5.3~5.6。表5.3中框架柱侧移刚度D值(N/mm)层次边柱(4根)中柱(4根)∑DiαcDi1αcDi261.1310.361152323.6190.6442718016964851.2820.391113214.1020.672194861232282~41.1310.361152323.6190.6442718016964810.9550.492161043.0560.70323004156432表5.4边框架柱侧移刚度D值(N/mm)层次A-1/4,D-1/4,A-7B-1/4,C-1/4,B-7∑DiαcDi1αcDi260.8480.298125692.7150.5762429411058950.9610.32594213.0770.60617565809582~40.8480.298125692.7150.57624294110589第91页 毕业设计10.7160.448146482.2920.65021277107775表5.5楼电梯间框架柱侧移刚度D值(N/mm)层次C-7D-7∑DiαcDi1αcDi260.7070.261110192.5730.563237433476250.6410.24370342.7560.57916797238312～40.5660.22092992.4320.549231523245110.4770.395129072.0530.6302060533512第七层框架柱(4根)侧移刚度D值(N/mm)：＝0.707，αc＝0.261，Di1＝19042，∑Di＝76168将以上不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即得到框架各层层间侧移刚度∑Di，见表5.6。表5.6横向框架层间侧移刚度(N/mm)层次1234567∑Di29771931268831268831268822801731499976168由上表可见，∑D1/∑D2＝297719/312688＝0.952>0.7，∑D5/∑D6=228017/314999=0.724>0.7，故该框架为规则框架。六、荷载统计（恒载和可变荷载）1、屋面及楼面永久荷载标准值屋面(不上人)40mm厚C20细石混凝土，内配ɸ4@200钢筋22×0.04＝0.88kN/m23mm厚1:3石灰砂浆隔离层17×0.003＝0.051kN/m220mm厚1:2.5水泥砂浆找平层20×0.02＝0.4kN/m230mm厚聚乙烯泡沫塑料保温层0.5×0.03＝0.015kN/m2APP防水冷胶二布三涂、刷APP防水冷胶涂料基底一度0.2kN/m220mm厚1:3水泥砂浆找平层20×0.02＝0.4kN/m2100mm厚捣制钢筋混凝土板25×0.1＝2.5kN/m2V型轻钢龙骨吊顶或粉底0.25kN/m2合计4.696kN/m22~6层楼面8mm厚地砖楼面19.8×0.008＝0.1584kN/m25mm厚1:1水泥细砂浆结合层20×0.005＝0.1kN/m210mm厚1:3水泥砂浆找平层10×0.02＝0.2kN/m2100mm厚捣制钢筋混凝土板25×0.1＝2.5kN/m2板底粉刷0.2kN/m2合计3.1584kN/m2卫生间8mm厚地砖楼面19.8×0.008＝0.1584kN/m25mm厚1:1水泥细砂浆结合层20×0.005＝0.1kN/m215mm厚1:3水泥砂浆找平层20×0.015＝0.3kN/m240mm厚C20细石混凝土层，坡向地漏22×0.04＝0.88kN/m2聚氨酯三遍涂膜防水层，厚1.5mm0.2kN/m210mm厚1:3水泥砂浆找平层10×0.02＝0.2kN/m2100mm厚捣制钢筋混凝土板25×0.1＝2.5kN/m2板底粉刷0.2kN/m2合计4.5384kN/m2第91页 毕业设计楼梯120mm厚楼梯板自重(1.118×0.12＋0.08)×25＝5.354kN/m2饰面自重1.5×0.008×28＝0.336kN/m2底粉自重0.5kN/m2合计6.19kN/m2注:1.118=1/cosα,α为梯板倾角,α=tg-1(150/300);饰面计算中系数1.5=(300+150)/3002、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楼面均布活荷载标准值2.0kN/m2走廊、门厅、楼梯均布活荷载标准值2.5kN/m2电梯机房均布活荷载标准值7.0kN/m2屋面雪荷载标准值Sk=μrS0=1.0×0.4=0.4kN/m23、梁、柱、板、墙、门窗等重力荷载的计算(取防震缝一侧1/4~7轴计算)(1).梁自重标准值表6.1梁自重标准值层次构件b(m)h(m)γ(kN/m3)βg(kN/m)li(m)nGi(kN)∑Gi(kN)1横梁0.30.5251.053.937514.74231.525667.148纵梁0.30.5251.053.937519.484306.81次梁10.250.4251.052.6256.35583.344次梁20.250.4251.052.6257.05118.506次梁30.250.3251.051.9693.87517.630其它次梁0.20.3251.051.57512.27519.3332~5横梁0.30.5251.053.937514.74231.525682.408纵梁0.30.5251.053.937519.484306.81次梁10.250.4251.052.6256.35583.344次梁20.250.4251.052.6257.05118.506次梁30.250.3251.051.9693.875322.89其它次梁0.20.3251.051.57512.27519.3336横梁0.30.5251.053.937514.74231.525643.532纵梁0.30.5251.053.937519.484306.81次梁10.250.4251.052.6256.35583.344次梁20.250.4251.052.6257.05118.506其它次梁0.20.3251.051.5752.12513.3477横梁0.30.5251.053.93756.1248.038117.864纵梁0.30.5251.053.93756.7252.763次梁10.250.4251.052.6256.5117.063注:梁高取减去板厚的梁高;表中β为考虑梁的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数;g表示单位长度构件重力荷载;n为构件数量。梁长取净长。(2).柱自重标准值表6.2柱自重标准值层次构件b(m)h(m)γ(kN/m3)βg(kN/m)li(m)nGi(kN)1框架柱0.550.55251.108.3194.5516605.612~4框架柱0.50.5251.106.8753.6163965框架柱0.50.5251.106.8754.0816448.86框架柱0.50.5251.106.8753.6163967框架柱0.50.5251.106.8753.0482.5第91页 毕业设计注:表中β为考虑柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数;g表示单位长度构件重力荷载;n为构件数量。柱长度取层高。(3).板自重标准值1~5层楼面：板总面积344.032m2，其中卫生间面积47.52m2，楼梯21m2，其余275.512m2。板自重为3.1584×275.512＋4.5384×47.52＋6.19×21＝1215.832kN6层屋面：4.696×297.207＋3.1584×51.665＝1558.863kN7层屋面：4.696×60.75＝285.282kN(4).墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值外墙为KM1空心砖，外墙面贴面砖；内墙为200mm厚加气混凝土砌块。外墙面面砖0.5kN/m2内墙面做法：刷乳胶漆0.01kN/m25mm厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面17×0.005＝0.085kN/m212厚mm1:1:6水泥石灰膏砂浆打底17×0.012＝0.204kN/m2合计0.299kN/m2则外墙单位面积重量为0.5＋15×0.2＋0.299＝3.799kN/m2内墙单位面积重量为7×0.2＋0.299×2＝1.998kN/m2木门单位面积重量取0.2kN/m2，铝合金窗单位面积重量取0.4kN/m2，玻璃幕墙单位面积重量取1.0kN/m2。以下为统计各层墙体、门窗、幕墙的面积。一层：幕墙：总长54.9m，高3.6－0.6＝3m，面积3×54.9＝164.7m2外墙：总长15.3m，高3.6＋0.45＋0.5－0.6＝3.95m，面积15.3×3.95＝60.435m2二层：木门：9×0.9×2.4＝19.44m2铝合金窗：8×2.1＋10×0.5＝21.8m2幕墙：13×3.6＝46.8m2外墙：40.15×3－8×2.1＝103.65m2内墙：61.91×3＋9.2×3.2＋13.45×3.1－9×0.9×2.4－10×0.5＝232.425m2三层：木门：7×0.9×2.4＝15.12m2铝合金窗：8×2.1＋14×0.5＝23.8m2幕墙：13×3.6＝46.8m2外墙：40.15×3－8×2.1＝103.65m2内墙：13.45×3.1＋9.2×3.2＋49.71×3－15.12－14×0.5＝181.105m2四层：木门：6×0.9×2.4＝12.96m2铝合金窗：8×2.1＝16.8m2幕墙：13×3.6＝46.8m2外墙：40.15×3－8×2.1＝103.65m2内墙：68.01×3＋9.2×3.2＋6.9×3.1－12.96＝241.9m2五层：木门：4×0.9×2.4＝8.64m2铝合金窗：8×2.1＝16.8m2幕墙：13×4.08＝53.04m2外墙：40.15×3.48－8×2.1＝122.922m2内墙：6.9×3.58＋9.2×3.68＋53.65×3.48－8.64＝236.62m2六层：木门：7×0.9×2.4＝15.12m2第91页 毕业设计铝合金窗：8×2.1＝16.8m2幕墙：13×3.6＝46.8m2外墙：54.85×3－8×2.1－0.9×2.4＝145.59m2内墙：6.9×3.1＋9.2×3.2＋55.81×3－6×0.9×2.4＝205.3m2突出屋面的电梯间：木门：0.9×2.4＝2.16m2铝合金窗：1×1.5＝1.5m2幕墙：1.5×2.4＝3.6m2外墙：24.1×2.4－2.16－1.5＝54.18m2内墙：3.9×0.9＝3.51m2雨篷面积：21.365m2(单位面积重量取1.5kN/m2)各层墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值见表6.3。表6.3各层墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值层次构件面积(m2)单位面积重量(kN/m2)重量(kN)∑(kN)1木门0394.293铝合金窗0幕墙164.71.0164.7内墙0外墙60.4353.799229.5932木门19.440.23.888917.559铝合金窗21.80.48.72幕墙46.81.046.8内墙232.4251.998464.385外墙103.653.799393.7663木门15.120.23.024814.958铝合金窗23.80.49.52幕墙46.81.046.8内墙181.1051.998361.848外墙103.653.799393.7664木门12.960.22.592933.194铝合金窗16.80.46.72幕墙46.81.046.8内墙241.91.998483.316外墙103.653.799393.7665木门8.640.21.7281001.236铝合金窗16.80.46.72幕墙53.041.053.04内墙236.621.998472.767外墙122.9223.799466.9816木门15.120.23.0241019.829铝合金窗16.80.46.72幕墙46.81.046.8内墙205.31.998410.189外墙145.593.799553.0967木门2.160.20.432217.475铝合金窗1.50.40.6幕墙3.61.03.6内墙3.511.9987.013外墙54.183.799205.830第91页 毕业设计女儿墙54.4143.799206.719206.719各层的重力荷载标准值汇总见表6.4：表6.4各层的重力荷载标准值汇总层次柱(kN)梁(kN)板(kN)墙、门窗等(kN)∑(kN)10.5×605.61+0.5×396=500.81667.1481215.8320.5×394.293+0.5×917.559+1.5×21.365=687.9743071.75920.5×396+0.5×396=396682.4081215.8320.5×917.559+0.5×814.958=866.2593160.49930.5×396+0.5×396=396682.4081215.8320.5×814.958+0.5×933.194=874.0763168.31640.5×396+0.5×448.8=422.4682.4081215.8320.5×933.194+0.5×1001.236=967.2153287.85550.5×448.8+0.5×396=422.4682.4081215.8320.5×1001.236+0.5×1019.829=1010.5333331.17360.5×396+0.5×82.5=239.25643.5321558.8630.5×1019.829+0.5×217.475+206.719=825.3713267.01670.5×82.5=41.25117.864285.2820.5×217.475=108.738553.1344、各层的重力荷载代表值Gi活荷载的组合值：雪荷载：0.5×0.4×60.75=12.15kN(7层屋面)0.5×0.4×297.207=59.441kN(6层屋面)楼面活荷载：0.5×2.0×236.912+0.5×2.5×111.96=376.862kN突出屋面的电梯井活荷载：0.5×7×52.665=184.328kN各层的重力荷载代表值Gi见表6.5：表6.5各层的重力荷载代表值层次重力荷载代表值(kN)G13071.759+376.862=3448.621G23160.499+376.862=3537.361G33168.316+376.862=3545.178G43287.855+376.862=3664.717G53331.173+376.862=3708.035G63267.016+184.328+59.441=3510.785G7553.134+12.15=565.284∑21979.981七、多遇地震作用下框架结构层间弹性位移验算1、确定场地土类型及建筑场地类别由地质资料可知，场地土覆盖层厚度为4.75m，土层的等效剪切波速因250≥Vse>140m/s，场地土覆盖层厚度4.75m介于3~50m，判定建筑场地类别为Ⅱ类(GB50011-4.1.6)。设防地震烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，设计分组为第一组，可判定在多遇地震作用下水平地震影响系数最大值为0.08(GB50011-5.1.4)，场地土特征周期Tg=0.35s(GB50011-5.1.4)。2、计算各质点重力荷载代表值Gi将整个结构（将由变形缝分割开的建筑结构作为一个整体）看作为一个多质点体系，各质点的重力荷载代表值Gi第91页 毕业设计按《建筑结构抗震设计规范》取为相应楼层上下各一半层高范围内结构和构配件自重标准值与各可变荷载组合值之和。并将突出屋面的电梯间看作一个质点。由上面的荷载计算可得各质点重力荷载代表值Gi如图7.1。图7.1各质点重力荷载代表值Gi3、计算结构基本自振周期T1对于规则框架，用能量法计算其自振周期T1：假想各质点承受相当于其重力荷载代表值Gi的水平力作用，利用D值法（没有考虑填充墙影响）计算各质点的假想水平侧移ui，并按下式计算结构的基本自振周期T1：式中，ψT为结构自振周期经验折减系数，取ψT＝0.7；uT为计算结构基本自振周期用的结构顶点假想位移(m)。将G7折算到主体结构的顶层，即结构顶点的假想侧移计算过程见表7.1，其中表7.1结构顶点的假想侧移计算层次Gi(kN)VGi(kN)∑Di(N/mm)Δui(mm)ui(mm)64187.0064187.00631499913.29267.0153708.0357895.04122801734.62253.7243664.71711559.75831268836.97219.1033545.17815104.93631268848.31182.1323537.36118642.29731268859.62133.8213448.62122090.91829771974.2074.20则4、计算水平地震影响系数α1由《建筑抗震设计规范》根据地震烈度查多遇地震下截面抗震验算的水平地震影响系数最大值αmax＝0.08(GB50011-5.1.4)；根据场地类别和设计地震分组（第一组，设计基本地震加速度0.1g）查场地特征周期Tg=0.35s(GB50011-5.1.4)；根据抗震规范地震影响系数曲线确定水平地震影响系数。5、利用底部剪力法计算结构总水平地震作用标准值FEk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结构水平地震作用。即6、计算各质点水平地震作用标准值Fi，并绘制各质点水平地震作用标准值分布图因，故应考虑顶部附加水平地震作用。顶部附加水平地震作用系数δn按规范计算(GB50011-5.2.1)，即各质点的水平地震作用按下式计算：具体计算过程见表7.2。第91页 毕业设计表7.2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次25.93565.28414657.810.047637.73113.19622.933510.78580502.300.2615314.55352.28519.333708.03571676.320.2328184.53536.81415.253664.71755886.930.1815143.87680.68311.653545.17841301.320.1342106.37787.0528.053537.36128475.760.092573.32860.3714.453448.62115346.360.049939.55899.92图7.2各质点水平地震作用标准值分布图图7.3水平地震作用下的楼层剪力7、计算水平地震作用下的楼层剪力Vi，并绘制水平地震作用下楼层剪力分布图见表7.2及图7.3。8、利用D值法计算层间弹性位移和顶点侧移计算步骤见表7.3，其中表7.3层间弹性位移和顶点侧移层次Vi(kN)∑Di(N/mm)Δui(mm)ui(mm)hi(mm)θe=Δui/hi7113.19761681.48515.42630001/20206352.283149991.11813.94136001/32205536.812280172.35412.82340801/17334680.683126882.17710.46936001/16543787.053126882.5178.29236001/14302860.373126882.7525.77536001/13081899.922977193.0233.02344501/14729、验算框架在水平地震作用下的水平侧移由表7.3可知，最大层间弹性位移角发生在第二层，其值为1/1308<1/550，满足要求(GB50011-5.5.1)。八、竖向荷载作用下框架内力计算1、计算单元取5轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为3.29+3.6=6.89m第91页 毕业设计，如图8.1所示。由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影线所示，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，因此在框架节点上还作用有集中力矩。图8.1横向框架计算单元2、荷载计算（竖向恒载和活载计算时应把梯形及三角形荷载化为等效均布荷载再和自重均布荷载叠加，得总的竖向均布荷载q）(1)、恒荷载计算在图8.2中，q1代表横梁自重及其上墙体重量，为均布荷载形式。分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由图8.1可知，q2为左边板传来，q3为右边板传来。P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载。图8.2各层梁上作用的恒载对第六层：P1：次梁自重女儿墙自重纵梁自重第91页 毕业设计板传来故P2：次梁自重纵梁自重板传来故集中力矩：对1~3及5层，P1：次梁及其上墙体自重纵梁及其上墙体自重板传来故P2：次梁及其上墙体自重纵梁及其上墙体自重板传来故集中力矩：对第4层，第91页 毕业设计P1：次梁及其上墙体自重纵梁及其上墙体自重板传来故P2：次梁及其上墙体自重纵梁及其上墙体自重板传来故集中力矩：(2)、活荷载计算活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图8.3。图8.3各层框架梁上作用的活荷载对第6层：在雪荷载作用下，，第91页 毕业设计对1~3及5层：对第4层：将以上计算结果汇总，见表8.1与表8.2。表8.1横向框架恒荷载汇总表层次q1(kN/m)q2(kN/m)q’2(kN/m)q3(kN/m)P1(kN)P2(kN)M1(kN·m)M2(kN·m)63.93757.72514.0888.453129.433138.816.47213.8811~3,59.9325.1969.4758.169149.068152.2627.45315.226410.8915.1969.4758.169168.409143.9548.4214.395表8.2横向框架活荷载汇总表层次q2(kN/m)q’2(kN/m)q3(kN/m)P1(kN)P2(kN)M1(kN·m)M2(kN·m)60.823(0.658)1.5(1.2)0.9(0.72)7.171(5.737)11.213(8.97)0.359(0.287)1.121(0.897)1~3,53.297.53.628.68448.8971.4344.8944.1137.53.632.07452.2871.6045.229注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。3、内力计算(1)、计算简图梁、柱弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于AB跨与CD跨梁及5轴上A、B柱与C、D柱所受的荷载略有不同，但为了简化计算，将其视为对称荷载，荷载取较大值。因此结构与荷载均对称，计算时可取半框架计算。计算简图如图8.4。第91页 毕业设计图8.4竖向荷载作用下的内力计算简图(2)、计算框架梁梁端固端弯矩、弯矩分配系数等a计算梁柱转动刚度梁柱相对转动刚度见图8.5。图8.5梁柱相对转动刚度b计算分配系数见表8.3。表8.3梁柱转动刚度及分配系数节点相对转动刚度S"相对转动刚度之和∑S"分配系数S"/∑S"左梁上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁A618.22820.61638.8440.4690.531A518.22816.08420.61654.9280.3320.2930.375A416.08418.22820.61654.9280.2930.3320.375A318.22818.22820.61657.0720.3190.3190.361A218.22818.22820.61657.0720.3190.3190.361A118.22821.59220.61660.4360.3020.3570.341B620.61618.22811.3450.1840.4110.3630.226B520.61618.22816.08411.3466.2680.3110.2750.2430.171B420.61616.08418.22811.3466.2680.3110.2430.2750.171B320.61618.22818.22811.3468.4120.3010.2660.2660.166B220.61618.22818.22811.3468.4120.3010.2660.2660.166B120.61618.22821.59211.3471.7760.2870.2540.3010.158(3)、计算各杆的固端弯矩第91页 毕业设计恒载作用下6层梁：1~3层及5层梁：4层梁：活载作用下6层梁：1~3层及5层梁：4层梁：第91页 毕业设计(4)、计算不平衡弯矩并进行弯矩二次分配，计算各框架梁跨内最大弯矩，绘制框架弯矩图。弯矩二次分配法计算采用图上作业法：图8.6弯矩二次分配(恒载)图8.7弯矩二次分配(活载)计算各框架梁跨内最大弯矩：a恒载作用下AB跨梁，计算简图如图8.8。第91页 毕业设计图8.8恒载作用下AB跨梁跨中弯矩计算简图其中，。6层梁：(括号内的数值为弯矩调幅后的弯矩值，调幅系数取0.8，下同)，剪力向上为正。M1=39.22(31.38)kN·m，M2=62.76(50.21)kN·mq1=3.9375kN/m，q2=7.725kN/m，q3=8.453kN/m跨中弯矩剪力5层梁：M1=62.75(50.2)kN·m，M2=78.27(62.62)kN·mq1=9.932kN/m，q2=5.196kN/m，q3=8.169kN/m跨中弯矩第91页 毕业设计剪力4层梁：M1=63.45(50.76)kN·m，M2=81.42(65.14)kN·mq1=10.891kN/m，q2=5.196kN/m，q3=8.169kN/m跨中弯矩剪力3层梁：M1=62.94(50.35)kN·m，M2=78.39(62.71)kN·mq1=9.932kN/m，q2=5.196kN/m，q3=8.169kN/m跨中弯矩第91页 毕业设计剪力2层梁：M1=62.21(49.77)kN·m，M2=78.08(62.46)kN·mq1=9.932kN/m，q2=5.196kN/m，q3=8.169kN/m跨中弯矩剪力1层梁：M1=58.88(47.10)kN·m，M2=76.34(61.07)kN·m第91页 毕业设计q1=9.932kN/m，q2=5.196kN/m，q3=8.169kN/m跨中弯矩剪力BC跨梁，计算简图如图8.9。图8.9恒载作用下BC跨梁跨中弯矩计算简图6层梁：(括号内的数值为弯矩调幅后的弯矩值，调幅系数取0.8，下同)，剪力向上为正。M=21.93(17.54)kN·m，q1=3.9375kN/m，跨中弯矩剪力5层梁：M=21.0(16.8)kN·m，q1=9.932kN/m，第91页 毕业设计4层梁：M=22.36(17.89)kN·m，q1=10.891kN/m，3层梁：M=20.63(16.5)kN·m，q1=9.932kN/m，(1~3层相同)2层梁：M=20.81(16.55)kN·m，q1=9.932kN/m，1层梁：M=21.28(17.02)kN·m，q1=9.932kN/m，b活载作用下AB跨梁，计算简图如图8.10。跨中弯矩乘以扩大系数1.2。图8.10活载作用下AB跨梁跨中弯矩计算简图6层梁：M1=4.82(3.86)kN·m，M2=5.69(4.55)kN·mq2=0.823kN/m，q3=0.9kN/m5层梁：M1=16.51(13.21)kN·m，M2=21.63(17.3)kN·mq2=3.29kN/m，q3=3.6kN/m第91页 毕业设计4层梁：M1=19.07(15.26)kN·m，M2=24.21(19.37)kN·mq2=4.113kN/m，q3=3.6kN/m3层梁：M1=17.79(14.23)kN·m，M2=22.09(17.67)kN·mq2=3.29kN/m，q3=3.6kN/m第91页 毕业设计2层梁：M1=17.49(13.99)kN·m，M2=21.95(17.56)kN·mq2=3.29kN/m，q3=3.6kN/m1层梁：M1=16.59(13.27)kN·m，M2=21.48(17.18)kN·mq2=3.29kN/m，q3=3.6kN/mBC跨梁，计算简图如图8.11。第91页 毕业设计图8.11活载作用下BC跨梁跨中弯矩计算简图6层梁：M=1.46(1.17)kN·m，5层梁：M=6.16(4.93)kN·m，(1~5层相同)4层梁：M=6.5(5.2)kN·m，3层梁：M=5.82(4.66)kN·m，2层梁：M=5.9(4.72)kN·m，1层梁：M=6.02(4.82)kN·m，绘制框架弯矩图(括号中为调幅后的支座弯矩和跨中弯矩)：第91页 毕业设计(a)恒载弯矩图(b)活载弯矩图图8.12框架弯矩图(kN·m)(5)、分别取各框架梁和框架柱为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端和框架柱剪力，绘制框架剪力图。第91页 毕业设计(a)恒载剪力图(b)活载剪力图图8.13框架剪力图(kN)(6)、取各结点为隔离体，利用平衡关系计算各框架柱轴力(包括柱自重)，绘制框架轴力图。柱轴力见表8.4~8.6：第91页 毕业设计第91页 毕业设计(7)、将框架内力调整到支座边缘a恒荷载如图8.14的计算简图，计算过程及结果见表8.7~8.9。图8.14计算简图表8.7A轴梁端层次左端弯矩q10.139q3+0.152q2左端剪力右端剪力右端弯矩631.383.93752.34948.8547.5719.32550.29.9321.92562.960.1834.81450.7610.8911.92565.6962.7334.70350.359.9321.92562.9160.1934.95249.779.9321.92562.8460.1234.39147.109.9321.92562.6059.8831.78表8.8B轴左梁端层次右端弯矩q10.139q3+0.152q2右端剪力左端剪力左端弯矩650.213.93752.34955.9854.7036.36562.629.9321.92567.664.8846.05465.1410.8911.92571.1468.1847.72362.719.9321.92567.5964.8746.14262.469.9321.92567.6564.9345.88161.079.9321.92567.8965.1744.43表8.9B轴右梁端层次左端弯矩q10.167q′2左端剪力右端剪力右端弯矩617.543.93752.35316.4715.1913.57516.89.9321.58222.019.3211.63417.8910.8911.58223.4420.5212.39316.59.9321.58222.019.3211.33216.559.9321.58222.019.3211.38117.029.9321.58222.019.3211.85框架柱剪力不变，弯矩按下式调整：，其中M′为支座边缘的弯矩，M为轴线处的弯矩,a为轴线至支座边缘的距离。b活荷载如图8.15的计算简图，计算过程及结果见表8.10~8.12。第91页 毕业设计图8.15计算简图表8.10A轴梁端层次左端弯矩0.139q3+0.152q2左端剪力右端剪力右端弯矩63.860.254.074.042.85513.211.016.0115.899.22415.261.12618.0517.9110.76314.231.016.1416.0210.21213.991.016.1115.999.97113.271.016.0515.939.27表8.11B轴左梁端层次右端弯矩0.139q3+0.152q2右端剪力左端剪力左端弯矩64.550.254.334.303.47517.31.017.5717.4512.92419.371.12619.6119.4714.48317.671.017.4417.3213.32217.561.017.4617.3413.21117.181.017.5317.4112.81表8.12B轴右梁端层次左端弯矩0.167q′2左端剪力右端剪力右端弯矩61.170.2511.131.100.8954.931.2535.635.473.5445.21.2535.635.473.8134.661.2535.635.473.2724.721.2535.635.473.3314.821.2535.635.473.43支座边缘的框架内力图如图8.16和8.17。第91页 毕业设计第91页 毕业设计九、水平荷载作用下框架内力计算1、水平地震作用框架内力计算(1)、根据在进行多遇地震下框架结构水平侧移验算时计算所得框架结构的楼层剪力Vi，按所取计算单元横向框架各楼层各框架柱D值与整个结构相应楼层框架柱D值之和的比值(Dj/∑Dij)计算相应柱端剪力（Vij＝Vi×Dj/∑Dij，其中i为楼层编号，j为同一楼层框架柱编号），见表9.1。(2)、利用D值法计算各框架柱柱端弯矩；y=yn+y1+y2+y3，其中y为框架柱的反弯点高度比，yn为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。柱端弯矩。各框架柱柱端弯矩见表9.1。表9.1各层框架柱柱端弯矩及剪力计算层次hi(m)Vi(kN)∑Dij(N/mm)边柱中柱Di1Vi1yDi2Vi2y63.6352.283149991523217.031.1310.3622.0739.242718030.43.6190.4549.2560.1954.08536.812280171132126.651.2820.4548.9359.81948645.874.1020.593.5793.5743.6680.683126881523233.161.1310.4654.9164.462718059.173.6190.5106.51106.5133.6787.053126881523238.341.1310.569.0169.012718068.413.6190.5123.14123.1423.6860.373126881523241.911.1310.575.4475.442718074.793.6190.5134.62134.6214.45899.922977191610448.680.9550.65140.8175.822300469.533.0560.55170.17139.23(3)、取各结点为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端弯矩及各框架柱轴力，绘制框架弯矩图及框架轴力图。取各框架梁为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端剪力，绘制框架剪力图。梁端弯矩、剪力及柱轴力按下式计算：式中：分别表示节点左右梁的线刚度，分别表示节点左右梁的弯矩，Ni为柱在i层的轴力，以受压为正。计算过程见表9.2。表9.2梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边梁走道梁柱轴力lVblVb边柱N中柱N639.2418.786.68.7941.4141.413.027.61-8.79-18.82581.8744.566.619.1698.2698.263.065.51-27.95-65.174113.3962.426.626.64137.66137.663.091.77-54.59-130.33123.9271.656.629.63158.0158.03.0105.33-84.22-2062144.4580.426.634.07177.34177.343.0118.23-118.29-290.161151.2685.446.635.86188.41188.413.0125.61-154.15-379.91水平地震作用下框架内力图见图9.1~9.3。第91页 毕业设计图9.1左地震框架弯矩图(轴线处,kN·m)图9.2左地震框架弯矩图(支座边缘处,kN·m)图9.3左地震框架剪力图(左)及柱轴力图(右)(kN)第91页 毕业设计2、横向风荷载作用下框架内力计算(1)、风荷载标准值基本风压，由荷载规范查得(迎风面)和(背风面)。C类地区，H/B=22.93/21.48=1.07，查得，，，查表得，，取5轴线框架，其负载宽度为6.89m，则沿房屋高度的分布风荷载标准值根据各楼层标高处的高度Hi查表得，代入上式可得各楼层标高处的，见表9.3。沿房屋高度的分布见图9.4。表9.3沿房屋高度分布风荷载标准值层次Hi(m)Hi/Hμzβz(kN/m)(kN/m)622.9310.891.5943.5182.199519.330.8430.831.5373.1641.977415.250.6650.751.4692.7321.708311.650.5080.741.3632.5011.56328.050.3510.741.2512.2961.43514.450.1940.741.1392.091.306图9.4风荷载沿房屋高度的分布(kN/m)图9.5等效节点集中荷载(kN)框架结构分析时，按静力等效原理将图9.4的分布风荷载转化为节点集中荷载，如图9.5所示。例如，第三层的集中荷载F3的计算过程如下：(2)、风荷载作用下的水平位移验算根据图9.5所示的水平荷载计算层间剪力，再计算各层的相对侧移和绝对侧移。计算过程见表9.4。第91页 毕业设计表9.4风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算层次123456Fi(kN)13.8713.4314.6617.319.619.95Vi(kN)88.8274.9561.5246.8629.569.95∑D(N/mm)782168482484824848246161484824Δui(mm)1.140.880.730.550.480.12ui(mm)1.142.022.753.33.783.9Δui/hi1/39031/40911/49321/65451/85001/30000由上表可见，风荷载作用下框架的最大层间位移角为1/3903，远小于1/550，满足规范要求。(3)、风荷载作用下框架结构内力计算计算方法与水平地震作用下的相同，计算过程见表9.5~9.6。内力图见图9.6~9.8。表9.5风荷载作用下各层框架柱柱端弯矩及剪力计算层次hi(m)Vi(kN)∑Dij(N/mm)边柱中柱Di1Vi1yDi2Vi2y63.69.9584824152321.791.1310.362.324.12271803.193.6190.455.176.3254.0829.5661614113215.431.2820.419.0813.07194869.354.1020.519.0719.0743.646.8684824152328.411.1310.4513.6216.652718015.023.6190.527.0427.0433.661.52848241523211.051.1310.4618.321.482718019.713.6190.535.4835.4823.674.95848241523213.461.1310.524.2324.232718024.023.6190.543.2443.2414.4588.82782161610418.290.9550.6552.928.492300426.123.0560.5563.9352.31图9.6左风框架弯矩图(kN·m)图9.7左风框架弯矩图(支座边缘处,kN·m)第91页 毕业设计表9.6风荷载作用下梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边梁走道梁柱轴力lVblVb边柱N中柱N64.121.976.60.924.354.353.02.9-0.92-1.98515.397.566.63.4816.6816.683.011.12-4.4-9.62425.7314.396.66.0831.7231.723.021.15-10.48-24.69335.119.516.68.2743.0143.013.028.67-18.75-45.09242.5324.566.610.1754.1654.163.036.11-28.92-71.03152.7229.816.612.565.7465.743.043.83-41.42-102.36图9.8左风作用下框架剪力图(左)及柱轴力图(右)(kN)十、内力组合框架梁、柱的内力组合包括用于承载能力极限状态计算的荷载效应基本组合、考虑地震作用效应和其他荷载效应的偶然组合以及用于正常使用极限状态的荷载标准组合及准永久组合。本工程的框架为三级抗震。1、框架梁内力组合考虑四种内力组合，即，。此外，对于本工程，这种内力组合与考虑地震作用的组合相比一般较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层的内力组合结果(基本组合)见表10.1，表中两列中的梁端弯矩为经过调幅后的弯矩；各层的内力组合结果(标准组合)见表10.2。除有特殊说明外，表中数据均为支座截面边缘处的内力。第91页 毕业设计以下为求地震参与组合时框架梁按简支梁在外荷载作用下的剪力及梁跨中最大弯矩Mmax，外荷载取1.2倍的重力荷载代表值。AB跨梁：计算简图如图10.1：图10.1AB跨梁计算简图6层屋面，4层楼面，1~3及5层楼面，BC跨梁：计算简图如图10.2：图10.2BC跨梁计算简图6层屋面，4层楼面，1~3及5层楼面，地震参与组合时，AB梁跨中最大正弯矩Mmax求解如下。一层：左震第91页 毕业设计由方程得则右震则二层：左震由方程得则右震第91页 毕业设计则三层：左震右震则四层：左震第91页 毕业设计右震则五层：左震右震则第91页 毕业设计六层：左震右震则地震参与组合时，BC梁跨中最大正弯矩Mmax求解如下：一层：二层：三层：四层：五层：六层：以下为求风荷载参与组合时框架梁跨中最大弯矩Mmax，外荷载取1.2SGk+1.26SQk。计算简图如图10.1及图10.2。第91页 毕业设计AB跨梁：一层：左风则右风则二层：左风则右风第91页 毕业设计则三层：左风则右风则四层：左风第91页 毕业设计则右风则五层：左风则右风第91页 毕业设计则六层：左风则右风则BC梁跨：一层：故Mmax发生在支座，二层：故Mmax发生在支座，第91页 毕业设计三层：故Mmax发生在支座，四层：由得但是，故。五层：六层：由得第91页 毕业设计框架梁内力的标准组合及准永久组合见表10.2。表10.2框架梁内力组合表(标准组合、轴线处)楼层截面位置内力SGkSQkSwkSGk+SQk+0.6SwkSGk+0.7SQk+Swk准永久组合→←→←SGk+0.5SQk一层AM-58.88-16.5952.72-43.84-107.10-17.77-123.21-67.18V62.6016.05-12.5071.1586.1561.3486.3470.63B左M-76.34-21.48-29.81-115.71-79.93-121.19-61.57-87.08V-67.89-17.53-12.50-92.92-77.92-92.66-67.66-76.66B右M-21.28-6.0265.7412.14-66.7440.25-91.23-24.29V22.005.63-43.831.3353.93-17.8969.7724.82跨间MAB52.4918.0611.4677.4263.6876.5953.6861.52MBC-3.00-0.470.00-3.47-3.47-3.33-3.33-3.24二层AM-62.21-17.4942.53-54.18-105.22-31.92-116.98-70.96V62.8416.11-10.1772.8585.0563.9584.2970.90B左M-78.08-21.95-24.56-114.77-85.29-118.01-68.89-89.06V-67.65-17.46-10.17-91.21-79.01-90.04-69.70-76.38B右M-20.81-5.9054.165.79-59.2129.22-79.10-23.76V22.005.63-36.115.9649.30-10.1762.0524.82跨间MAB49.9517.248.9972.5861.8071.0053.0358.57MBC-2.43-0.320.00-2.75-2.75-2.65-2.65-2.59三层AM-62.94-17.7935.10-59.67-101.79-40.29-110.49-71.84V62.9116.14-8.2774.0984.0165.9482.4870.98B左M-78.39-22.09-19.51-112.19-88.77-113.36-74.34-89.44V-67.59-17.44-8.27-89.99-80.07-88.07-71.53-76.31B右M-20.63-5.8243.01-0.64-52.2618.31-67.71-23.54V22.005.63-28.6710.4344.83-2.7354.6124.82跨间MAB49.4416.987.8071.1061.7469.1253.5357.93MBC-2.35-0.230.00-2.58-2.58-2.51-2.51-2.47四层AM-63.45-19.0725.73-67.08-97.96-51.07-102.53-72.99V65.6918.05-6.0880.0987.3972.2584.4174.72B左M-81.42-24.21-14.39-114.26-97.00-112.76-83.98-93.53V-71.14-19.61-6.08-94.40-87.10-90.95-78.79-80.95B右M-22.36-6.5031.72-9.83-47.894.81-58.63-25.61V23.445.63-21.1516.3841.766.2348.5326.26跨间MAB52.8819.865.6776.1469.3472.4561.1162.81MBC-3.00-1.040.00-4.04-4.04-3.73-3.73-3.52第91页 毕业设计续表楼层截面位置内力SGkSQkSwkSGk+SQk+0.6SwkSGk+0.7SQk+Swk准永久组合→←→←SGk+0.5SQk五层AM-62.75-16.5115.39-70.03-88.49-58.92-89.70-71.01V62.9016.01-3.4876.8281.0070.6377.5970.91B左M-78.27-21.63-7.56-104.44-95.36-100.97-85.85-89.09V-67.60-17.57-3.48-87.26-83.08-83.38-76.42-76.39B右M-21.00-6.1616.68-17.15-37.17-8.63-41.99-24.08V22.005.63-11.1220.9634.3014.8237.0624.82跨间MAB49.5918.023.9269.9665.2666.1258.2958.60MBC-2.72-0.640.00-3.36-3.36-3.17-3.17-3.04六层AM-39.22-4.824.12-41.57-46.51-38.47-46.71-41.63V48.854.07-0.9252.3753.4750.7852.6250.89B左M-62.76-5.69-1.97-69.63-67.27-68.71-64.77-65.61V-55.98-4.33-0.92-60.86-59.76-59.93-58.09-58.15B右M-21.93-1.464.35-20.78-26.00-18.60-27.30-22.66V16.471.13-2.9015.8619.3414.3620.1617.04跨间MAB50.493.921.0855.0653.7754.3152.1652.45MBC-6.93-0.410.00-7.34-7.34-7.22-7.22-7.14注:表中MAB、MBC分别为AB跨与BC跨的跨间最大正弯矩。M以下部受拉为正,V以使另一端产生顺时针转动为正。Swk为在左风作用下的内力。1、框架柱内力组合取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果(基本组合和标准组合)及柱端弯矩设计值的调整见表10.3~10.10。第91页 毕业设计表10.9横向框架A柱弯矩和轴力组合(标准组合)楼层截面位置内力SGkSQkSwkSGk+SQk+0.6SwkSGk+0.7SQk+SwkSGk+0.5SQk→←→←6柱顶M34.033.33-3.2335.4239.3033.1339.5935.70N182.4111.24-0.92193.10194.20189.36191.20188.03柱底M-35.88-7.772.14-42.37-44.93-39.18-43.46-39.77N203.0311.24-0.92213.72214.82209.98211.82208.655柱顶M23.917.41-10.3625.1037.5418.7439.4627.62N419.1355.94-4.40472.43477.71453.89462.69447.10柱底M-32.33-9.288.54-36.49-46.73-30.29-47.37-36.97N443.0555.94-4.40496.35501.63477.81486.61471.024柱顶M27.688.02-12.4528.2343.1720.8445.7431.69N681.28106.06-10.48781.05793.63745.04766.00734.31柱底M-33.76-9.3412.78-35.43-50.77-27.52-53.08-38.43N701.90106.06-10.48801.67814.25765.66786.62754.933柱顶M24.846.68-15.9621.9441.1013.5645.4828.18N918.01150.88-18.751057.641080.141004.881042.38993.45柱底M-33.23-9.0317.20-31.94-52.58-22.35-56.75-37.75N938.63150.88-18.751078.261100.761025.501063.001014.072柱顶M24.396.63-17.5020.5241.5211.5346.5327.71N1154.67195.68-28.921333.001367.701262.731320.571252.51柱底M-35.84-9.7422.88-31.85-59.31-19.78-65.54-40.71N1175.29195.68-28.921353.621388.321283.351341.191273.131柱顶M23.696.43-19.3518.5141.738.8447.5426.91N1391.94240.41-41.421607.501657.201518.811601.651512.15柱底M-14.25-3.8752.9013.62-49.8635.94-69.86-16.19N1424.80240.41-41.421640.361690.061551.671634.511545.01注:表中M以左侧受拉为正,单位为kN·m,N以受压为正,单位为kN。Swk、SEk两列分别为在左风及左地震作用下的内力。第91页 毕业设计表10.10横向框架B柱弯矩和轴力组合(标准组合)楼层截面位置内力SGkSQkSwkSGk+SQk+0.6SwkSGk+0.7SQk+SwkSGk+0.5SQk→←→←6柱顶M-20.10-1.99-4.73-24.93-19.25-26.22-16.76-21.10N215.3916.67-1.98230.87233.25225.08229.04223.73柱底M21.014.684.8528.6022.7829.1419.4423.35N236.0116.67-1.98251.49253.87245.70249.66244.355柱顶M-14.79-4.27-14.40-27.70-10.42-32.18-3.38-16.93N482.0088.77-9.62565.00576.54534.52553.76526.39柱底M19.165.6018.1435.6413.8841.224.9421.96N505.9288.77-9.62588.92600.46558.44577.68550.314柱顶M-16.41-4.86-19.53-32.99-9.55-39.34-0.28-18.84N748.59166.30-24.69900.08929.70840.31889.69831.74柱底M20.375.5225.5441.2110.5749.77-1.3123.13N769.21166.30-24.69920.70950.32860.93910.31852.363柱顶M-15.04-3.95-25.63-34.37-3.61-43.447.83-17.02N1015.19238.26-45.091226.401280.501136.881227.061134.32柱底M19.995.3133.5145.415.1957.22-9.8022.65N1035.81238.26-45.091247.021301.121157.501247.681154.942柱顶M-14.91-3.96-31.23-37.61-0.13-48.9113.55-16.89N1281.85310.25-71.031549.481634.721428.001570.061436.98柱底M20.775.5140.8450.781.7865.47-16.2123.53N1302.47310.25-71.031570.101655.341448.621590.681457.601柱顶M-14.86-3.96-39.25-42.374.73-56.8821.62-16.84N1549.62382.31-102.361870.511993.351714.881919.601740.78柱底M8.942.3863.9349.68-27.0474.54-53.3210.13N1582.48382.31-102.361903.372026.211747.741952.461773.64注:表中M以左侧受拉为正,单位为kN·m,N以受压为正,单位为kN。Swk、SEk两列分别为在左风及左地震作用下的内力。十一、框架梁、柱截面设计在“强剪弱弯”、“强柱弱梁”概念设计所进行的内力调整，仅在偶然组合中进行。1、设计表达式在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式：在地震荷载效应组合下的一般设计表达式：对于安全等级为二级的建筑物，取结构重要性系数γ0＝1.0。2、框架梁配筋计算(1)、正截面配筋计算a设计表达式二级建筑物在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式：在地震荷载效应组合下的一般设计表达式：在以上表达式中，S为不考虑地震作用的荷载效应组合，R为不考虑地震作用的结构抗力；SE为考虑地震作用的荷载效应组合，RE为考虑地震作用的结构抗力；γRE为承载力抗震调整系数，按《建筑抗震设计规范》取用。γRE≤1.0。第91页 毕业设计为简化配筋计算，将式SE≤R/γRE改为γRESE≤R，然后根据S和γRESE中的较不利者进行配筋计算。b控制截面及内力在进行配筋计算时，选框架梁两端支座截面和跨中截面作为控制截面。在支座截面，取弯矩最小值（负弯矩绝对值最大）作为配置支座抵抗负弯矩的纵向受力钢筋的依据。而且应取结点边缘的弯矩值进行配筋计算：Mb＝M－Vhc/2其中，M为框架柱轴线处的弯矩设计值，V为框架柱轴线处的剪力设计值，hc为框架柱的截面高度。在跨中截面，取弯矩最大值作为配置跨中纵向受力钢筋的依据。c配筋计算在上面的内力计算中，已经将轴线处的内力调整到支座截面边缘；在内力组合步骤中，已进行“强剪弱弯”、“强柱弱梁”的调整。以第一层梁为例。AB跨：弯矩设计值：跨间M=126.91kN·m，A支座M=171.52kN·m，B支座左M=120.32kN·m。梁下部受拉时，按T形截面设计；上部受拉时，按矩形截面设计。翼缘计算宽度：按跨度考虑，；按梁间距考虑，；按翼缘厚度考虑，，，此种情况不起控制作用；故取。梁内纵向钢筋采用HRB335级钢筋，，采用C30级混凝土，，下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为属第一类T形截面。选配416，，，满足要求。将下部跨间截面的416钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋()，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部说明富裕，且达不到屈服。可近似取第91页 毕业设计选配316+218，，满足要求。支座Bl上部选配318+116，，满足要求。BC跨：弯矩设计值：跨间M=142.91kN·m，B支座右M=165.29kN·m。。因为属第一类T形截面。选配316+118，，，满足要求。将下部跨间截面钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋()，再计算相应的受拉钢筋As，即支座Br上部说明富裕，且达不到屈服。可近似取选配318+216，，满足要求。梁配置212腰筋，每隔240mm布置1ɸ8拉筋。其余梁的正截面配筋计算过程及结果见表11.1。第91页 毕业设计表11.1框架梁正截面配筋计算层次截面M(kN·m)ξA"s(mm2)As(mm2)实配钢筋As(mm2)A"s/Asρ(%)6支座A-54.78<0603345316(603)1.000.34Bl-52.56<0603331316(603)1.000.34AB跨间87.110.009　516316(603)　0.34支座Br-46.26<0402291316(603)0.670.34BC跨间23.140.005　137216(402)　0.225支座A-110.63<0804696416(804)1.000.45Bl-86.03<0804541416(804)1.000.45AB跨间108.580.011　644416(804)　0.45支座Br-91.89<0603578316(603)1.000.34BC跨间69.780.015　415316(603)　0.344支座A-140.130.009804881216+218(911)0.880.51Bl-103.83<0804653416(804)1.000.45AB跨间116.010.012　688416(804)　0.45支座Br-124.720.021603784416(804)0.750.45BC跨间101.130.022　603316(603)　0.343支座A-149.650.021763941318+116(964)0.790.54Bl-110.15<0763693216+218(911)0.840.51AB跨间108.860.011　646318(763)　0.42支座Br-140.050.014763881216+218(911)0.840.51BC跨间118.650.026　709318(763)　0.422支座A-167.970.0308041056418(1017)0.790.57Bl-117.34<0804738418(1017)0.790.57AB跨间121.040.012　718416(804)　0.45支座Br-155.830.021804980418(1017)0.790.57BC跨间134.300.030　804416(804)　0.451支座A-171.520.0328041079316+218(1112)0.720.62Bl-120.32<0804757318+116(964)0.830.54AB跨间126.910.013　754416(804)　0.45支座Br-165.290.0218581040318+216(1165)0.740.65BC跨间142.910.032　857316+118(858)　0.48(2)、斜截面配筋计算a设计表达式二级建筑物在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式：在地震荷载效应组合下的一般设计表达式：第91页 毕业设计S为不考虑地震作用的荷载效应组合，R为不考虑地震作用的结构抗力；SE为考虑地震作用的荷载效应组合，RE为考虑地震作用的结构抗力；为抗震受剪承载力；γRE为承载力抗震调整系数。SE(Vb)根据抗震等级按《混凝土结构设计规范》11.3.2重新计算，以体现强剪弱弯，在剪力设计值确定中，考虑梁端弯矩增大：根据《混凝土结构设计规范》11.3.4确定，考虑受剪承载力在低周反复荷载下的降低，将混凝土的抗剪强度降低0.7×60%=0.42：由于抗震和非抗震受剪承载力计算公式不同，按抗震和非抗震分别计算受剪承载力。b控制截面及内力在进行配筋计算时，选框架梁两端支座截面作为控制截面。在支座截面，应取结点边缘的剪力设计值进行配筋计算：Vb=V－qhc/2其中，V为框架柱轴线处的剪力设计值，q为框架梁上的均布荷载设计值，hc为框架柱的截面高度。c截面尺寸验算在非地震荷载效应组合下，应满足下式要求：Vb≤0.25fcbh0在地震荷载效应组合下，应满足下式要求：γREVbE≤0.2fcbh0d配筋计算为方便施工，框架梁只配置箍筋而不配置弯起钢筋。以第一层为例。AB跨故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取双肢ɸ8@120，箍筋用HPB235级钢筋，，则加密区长度取900mm，非加密区箍筋取双肢ɸ8@180，非加密区箍筋配箍率，满足要求。BC跨梁端加密区箍筋取双肢ɸ8@120，则加密区长度取900mm，非加密区箍筋取双肢ɸ8@180，非加密区箍筋配箍率，满足要求。其余梁的斜截面配筋计算过程及结果见表11.2。第91页 毕业设计表11.2框架梁斜截面配筋计算层次截面荷载情况V或γREV(kN)0.2βcfcbh0(抗震)0.25βcfcbh0(非抗震)(kN)Asv/sAsv/s较大值梁端加密区(Asv/s)非加密区Asv/s(ρsv%)6A、Bl地震65.22484.77>γREV-0.25-0.25双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震78.15605.96>V-0.62Br地震48.04484.77>γREV-0.36-0.36双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震46.56605.96>V-0.835A、Bl地震95.17484.77>γREV-0.04-0.04双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震105.04605.96>V-0.44Br地震100.72484.77>γREV-0.01-0.01双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震94.88605.96>V-0.504A、Bl地震108.53484.77>γREV0.050.05双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震114.01605.96>V-0.38Br地震133.87484.77>γREV0.220.22双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震125.13605.96>V-0.303A、Bl地震107.84484.77>γREV0.040.04双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震110.09605.96>V-0.40Br地震149.13484.77>γREV0.320.32双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震138.89605.96>V-0.212A、Bl地震113.30484.77>γREV0.080.08双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震112.72605.96>V-0.38Br地震164.80484.77>γREV0.420.42双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震153.14605.96>V-0.111A、Bl地震115.73484.77>γREV0.090.09双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震115.89605.96>V-0.36Br地震173.77484.77>γREV0.490.49双肢ɸ8@120(0.84)双肢ɸ8@180(0.186)非地震161.30605.96>V-0.063、框架柱配筋计算采用强柱弱梁概念设计，有目的增大柱端弯矩设计值，根据抗震等级三级：∑Mc=1.1∑Mb三级抗震底层柱弯矩乘1.15。考虑强剪弱弯：Vc=1.1(Mct+Mcb)/Hn框架角柱经上述调整后，弯矩和剪力乘不小于1.1增大系数。柱子采用对称配筋，分别取Mmax及相应的N和Nmax及相应的M计算。柱内纵向钢筋采用HRB335级钢筋，，采用C30级混凝土，。(1)、剪跨比和轴压比验算剪跨比和轴压比验算见表11.3。由表可知，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范的要求(剪跨比均大于2，轴压比均不大于0.9)。第91页 毕业设计表11.3柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b(mm)h0(mm)fc(N/mm2)Mc(kN·m)Vc(kN)N(kN)Mc/Vch0N/fcbhA柱650046014.382.7852.33285.333.440.08550046014.3104.5256.92654.063.990.18450046014.3113.1871.151053.633.460.29350046014.3130.0376.201418.033.710.40250046014.3141.4881.851782.323.760.50155051014.3202.4876.362163.895.200.50B柱650046014.388.0957.29335.283.340.09550046014.3142.0373.02771.764.230.22450046014.3158.5293.711204.733.680.34350046014.3178.36104.801653.733.700.46250046014.3193.51113.392126.323.710.59155051014.3233.3898.582622.254.640.61(2)、柱正截面承载力计算以第一层柱为例。A柱：根据柱的内力组合表，选出最不利内力进行配筋计算。，相应的轴力。ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即550/30=18.33mm，故取ea=20mm。柱的计算长度按下式确定：一般情况下，底层柱为1.0H，其余层柱为1.25H，H为柱高。当水平荷载产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的75%以上时，框架柱的计算长度l0可按下列两个公式计算，并取其中较小值：其中：、分别为柱的上端、下端节点处交汇的各柱线刚度之和与交汇的各梁线刚度之和的比值；为比值、中的较小值；H为柱的高度。柱的计算长度计算结果见表11.4。第91页 毕业设计表11.4横向框架柱计算长度柱层次H(m)ψuψlψmin[1+0.15(ψu+ψl)]H(m)(2+0.2ψmin)H(m)l0(m)(地震参与组合)l0(m)(地震不参与组合)A柱636000.881.660.884972783449724500540801.661.661.666112951561125100436001.661.771.665452839554524500336001.771.771.775512847455124500236001.771.931.77559884745598450014450-----44504450B柱636000.280.520.284032740240324500540800.520.520.524716858447165100436000.520.550.524178757441784500336000.550.550.554194759641944500236000.550.600.55422175964221450014450-----44504450则，按大偏压计算。对称配筋为大偏压情况。又因为故按构造配筋。再按Nmax及相应的M一组计算。N＝2163.89kN，M=23.11kN·m。第91页 毕业设计，按小偏压计算。因为，且，故按构造配筋。但应满足，单侧配筋率，故。选配418，，，满足要求。其它柱的正截面配筋计算过程和结果见表11.5。第91页 毕业设计第91页 毕业设计(3)、柱斜截面受剪承载力计算在柱内力组合时已经对柱剪力进行了强剪弱弯的调整，且调整后的剪力值一般大于非抗震时的剪力组合值，故只对柱斜截面进行抗震承载力验算。以一层B柱为例。截面尺寸满足要求。取N=1297.73kN。故按构造配置箍筋。柱端加密区箍筋选用4肢ɸ10@100。由表11.3可知一层柱底的轴压比n=0.61，查表得λv=0.11，则最小体积配箍率取ɸ10，，则，故取为4ɸ10@100。柱上端箍筋加密区长度取700mm，下端1400mm。非加密区箍筋取4ɸ10@200，。其它柱的斜截面受剪承载力计算过程和结果见表11.6。表11.6横向框架柱箍筋配置表柱号层次γREV(kN)0.2βcfcbh0(kN)N(kN)0.3fcA(kN)Asv/sλvfc/fyv实配箍筋(ρv%)加密区范围(mm)加密区非加密区柱顶柱底A柱648.93657.80>γREV222.251072.50-0.520.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)500500553.20657.80>γREV572.851072.50-0.680.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)600600467.84657.80>γREV953.141072.50-0.740.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)500500374.36657.80>γREV1301.631072.50-0.750.5574ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)500500280.11657.80>γREV1656.791072.50-0.690.7164ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)500500180.00802.23>γREV2014.981297.73-0.910.7164ɸ8@100(0.80)4ɸ8@200(0.40)7001400B柱653.57657.80>γREV228.751072.50-0.470.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)500500576.84657.80>γREV546.941072.50-0.420.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)600600498.69657.80>γREV828.701072.50-0.350.4774ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)5005003110.35657.80>γREV1093.391072.50-0.370.6364ɸ8@100(0.89)4ɸ8@200(0.45)5005002117.23657.80>γREV1347.161072.50-0.300.8754ɸ10@100(1.40)4ɸ10@200(0.70)5005001104.77802.23>γREV1595.051297.73-0.680.8754ɸ10@100(1.26)4ɸ10@200(0.63)70014004、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算抗震规范规定，三、四级框架节点核芯区可不进行抗震验算，但应符合抗震构造措施的要求。因此，框架梁柱节点核芯区截面的箍筋配置与该节点上下柱端箍筋加密区的配置相同，均满足要求。第91页 毕业设计十二、裂缝开展宽度及变形验算1、裂缝开展宽度验算正截面裂缝宽度验算等级为三级，即按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响计算的最大裂缝宽度，应符合下列规定：ωmax≤ω1im式中 ωmax——按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响计算的最大裂缝宽度；ω1im——最大裂缝宽度限值，取0.3mm。在矩形、T形、倒T形和I形截面的钢筋混凝土受拉、受弯和偏心受压构件及预应力混凝土轴心受拉和受弯构件中，按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响的最大裂缝宽度(mm)可按下列公式计算：式中αcr——构件受力特征系数，取2.1；ψ——裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数：当ψ<0.2时，取ψ=0.2；当ψ>1时，取ψ=1；对直接承受重复荷载的构件，取ψ=1； σsk——按荷载效应的标准组合计算的钢筋混凝土构件纵向受拉钢筋的应力或预应力混凝土构件纵向受拉钢筋的等效应力；Es——钢筋弹性模量，取；  c——最外层纵向受拉钢筋外边缘至受拉区底边的距离(mm)，取c=25；ρte——按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率；在最大裂缝宽度计算中，当ρte<0.01时，取ρte=0.01；Ate——有效受拉混凝土截面面积：对轴心受拉构件，取构件截面面积；对受弯、偏心受压和偏心受拉构件，取Ate=0.5bh+(bf-b)hf，此处，bf、hf为受拉翼缘的宽度、高度；对跨中截面，对AB跨支座，，对BC跨支座，；Mk——按荷载效应的标准组合计算的弯矩值；As——受拉区纵向非预应力钢筋截面面积；    deq——受拉区纵向钢筋的等效直径(mm)；  di——受拉区第i种纵向钢筋的公称直径(mm)； ni——受拉区第i种纵向钢筋的根数；  vi——受拉区第i种纵向钢筋的相对粘结特性系数，取1.0；ftk——混凝土轴心抗拉强度标准值，为2.01N/mm2；h0——有效截面高度，取565mm。第一层AB梁跨中：第91页 毕业设计其余梁计算方法同上，计算结果见表12.1及表12.2。表12.1AB跨框架梁裂缝开展宽度验算表楼层验算截面内力组合Mb(kN·m)AsAteρteσskψdeqωmax(mm)Mk(kN·m)Vk(kN)(mm2)(mm2)6左支座46.7152.6233.566032800000.01113.220.200160.04跨中55.06　55.06603900000.01185.760.397160.14右支座69.6387.2647.826032800000.01161.330.290160.095左支座89.7077.5970.308042800000.01177.880.366160.12跨中69.96　69.96804900000.01177.020.362160.12右支座104.4487.2682.628042800000.01209.060.475160.184左支座102.5384.4181.439112800000.01181.840.38217.060.13跨中76.14　76.14804900000.01192.660.422160.15右支座114.2694.4090.668042800000.01229.410.530160.223左支座110.4982.4889.879642800000.01189.660.41117.540.15跨中71.10　71.10763900000.01189.570.411180.16右支座113.3688.0791.359112800000.01203.990.46017.060.182左支座116.9884.2995.9110172800000.01191.860.419180.16跨中72.58　72.58804900000.01183.650.389160.13右支座118.0190.0495.4910172800000.01191.020.416180.161左支座123.2186.34101.6311122800000.01185.930.39716.860.14跨中77.42　77.42804900000.01195.900.433160.16右支座121.1992.6698.029642800000.01206.860.46817.540.19表12.2BC跨框架梁裂缝开展宽度验算表楼层验算截面内力组合Mb(kN﹒m)AsAteρteσskψdeqωmax(mm)Mk(kN﹒m)Vk(kN)(mm2)(mm2)6支座27.3020.1622.266031600000.0175.110.2160.035支座41.9937.0632.736031600000.01110.410.2160.044支座58.6348.5346.508041600000.01117.650.2160.043支座67.7154.6154.069111600000.01120.730.217.060.052支座79.1062.0563.5910171600000.01127.200.2180.051支座91.2369.7773.7911651600000.01128.860.217.260.05第91页 毕业设计由表12.1及表12.2可得，ωmax的最大值为0.22mm，小于限值0.3mm，满足要求。由表10.9和表10.10估算知偏心受压柱的e0/h0均小于0.55，可不验算裂缝开展宽度。2、变形验算受弯构件的挠度应按荷载效应标准组合并考虑荷载长期作用影响的刚度B进行计算所求得的挠度计算值不应超过规范规定的限值。矩形、T形、倒T形和I形截面受弯构件的刚度B可按下列公式计算：式中Mk——按荷载效应的标准组合计算的弯矩，取计算区段内的最大弯矩值；Mq——按荷载效应的准永久组合计算的弯矩，取计算区段内的最大弯矩值；Bs——荷载效应的标准组合作用下受弯构件的短期刚度；θ——考虑荷载长期作用对挠度增大的影响系数，当时取θ=2.0，当时取θ=1.6，当为中间数值时按线性内插法取用。此处。在荷载效应的标准组合作用下受弯构件的短期刚度Bs可按下列公式计算：式中ψ——裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数；αE——钢筋弹性模量与混凝土弹性模量的比值，αE＝6.667；ρ——纵向受拉钢筋配筋率；——受压翼缘的加强系数，。挠度，S可取1/16(近似按均布荷载计算)，f限值为。以第一层AB梁为例：，取跨中最大弯矩处的刚度作为构件的刚度，经估算知支座处的刚度不大于跨中最大弯矩处的刚度的2倍也不小于其1/2。由上面的裂缝计算可知ψ＝0.433，挠度满足要求。其余层梁的挠度验算见表12.3。第91页 毕业设计表12.3AB跨梁挠度验算层次Mk(kN·m)Mq(kN·m)θAs(mm2)ρψBsBSf(mm)655.0652.4526030.00360.3975.617E+132.876E+131/165.21569.9658.6028040.00470.3627.839E+134.266E+131/164.47476.1462.8128040.00470.4227.092E+133.886E+131/165.33371.1057.9327630.00450.4116.869E+133.785E+131/165.11272.5858.5728040.00470.3897.484E+134.142E+131/164.77177.4261.5228040.00470.4336.970E+133.884E+131/165.43由表12.3可知，挠度的最大值为5.43mm，小于，满足要求。十三、罕遇地震作用下薄弱层的抗震变形验算7~9度时楼层屈服强度系数小于0.5的框架结构需进行罕遇地震作用下薄弱层的抗震弹塑性变形验算。楼层屈服强度系数ξy为按构件实际配筋和材料标准值计算的楼层受剪承载力和楼层弹性地震剪力的比值，ξy=Vy/Ve。取5轴线计算。1、罕遇地震作用下楼层剪力Ve计算罕遇地震作用下水平地震影响系数最大值αmax=0.50，多遇地震作用下水平地震影响系数最大值αmax=0.08，罕遇地震与多遇地震的地震影响系数之比为0.5/0.08＝6.25。罕遇地震作用下场地土特征周期Tg=0.35s，将多遇地震的层间剪力乘以6.25即得罕遇地震作用下的楼层剪力，见表13.1。表中Vi表示5轴线框架的层间剪力。表13.1罕遇地震作用下的楼层剪力层次多遇地震作用下的楼层剪力(kN)罕遇地震作用下的楼层剪力(kN)Di/∑DiVi(kN)6352.282201.7584824/314999=0.269592.275536.813355.0661614/228017=0.270905.874680.684254.2584824/312688=0.2711152.903787.054919.0684824/312688=0.2711333.072860.375377.3184824/312688=0.2711457.251899.925624.5078216/297719=0.2631479.242、楼层受剪承载力Vy(1)、构件实际正截面承载力按框架梁、柱的实配钢筋面积及材料强度标准值，分别由下式计算构件端部的实际正截面承载力：梁偏压柱式中——构件的实配钢筋面积；——受拉钢筋和受压混凝土的强度标准值；——相应于重力荷载代表值的轴向力，分项系数取1.0。以框架底层为例，。AB跨梁：左端右端第91页 毕业设计BC跨梁：左(右)端A柱：柱底柱顶其余各层计算结果见表13.2与表13.3。第91页 毕业设计表13.2框架梁实际正截面承载力层次梁位置As(mm2)Mby(kN·m)6AB跨梁左端上603107.06下603107.06AB跨梁右端上603107.06下603107.06BC跨梁左右端上603107.06下40271.385AB跨梁左端上804142.75下804142.75AB跨梁右端上804142.75下804142.75BC跨梁左右端上603107.06下603107.064AB跨梁左端上911161.75下804142.75AB跨梁右端上804142.75下804142.75BC跨梁左右端上804142.75下603107.063AB跨梁左端上964171.16下763135.47AB跨梁右端上911161.75下763135.47BC跨梁左右端上911161.75下763135.472AB跨梁左端上1017180.57下804142.75AB跨梁右端上1017180.57下804142.75BC跨梁左右端上1017180.57下804142.751AB跨梁左端上1112197.44下804142.75AB跨梁右端上964171.16下804142.75BC跨梁左右端上1165206.85下858152.34第91页 毕业设计表13.3框架柱实际正截面承载力层次柱位置NG(kN)As(mm2)Mcy(kN·m)6A柱柱顶188.03804158.37柱底208.65804163.12B柱柱顶223.73804166.56柱底244.35804171.245A柱柱顶447.10804214.95柱底471.02804219.84B柱柱顶526.39804230.93柱底550.31804235.634A柱柱顶734.31804269.87柱底754.93804273.50B柱柱顶831.74804286.64柱底852.36804290.073A柱柱顶993.451017342.35柱底1014.071017345.45B柱柱顶1134.321017362.66柱底1154.941017365.462A柱柱顶1252.511017378.17柱底1273.131017380.73B柱柱顶1436.981017399.60柱底1457.601017401.791A柱柱顶1512.151017472.55柱底1545.011017477.04B柱柱顶1740.781017501.78柱底1773.641017505.60第91页 毕业设计将结果用图形表示为：图13.1框架各构件实际正截面承载力(kN·m)由图13.1可知，∑Mby均小于∑Mcy，为弱梁型节点。也均小于。其中——节点两侧梁端的屈服弯矩之和；——节点上下柱端的屈服弯矩之和；——i层及i+1层柱的线刚度；——i层j柱上端的屈服弯矩。(2)、第i层柱的相对弹性线刚度k(i)式中为标准层柱的线刚度，取2~4层，设其相对线刚度为1，则1层k=1.185，5层k=0.882，6层k=1。(3)、楼层受剪承载力计算采用简化的柱底塑性铰法计算，由下式计算各柱的受剪承载力：其中为i层j柱的抗剪承载力，为i层j柱柱底的屈服弯矩，为i层柱净高。计算结果见表13.4。第91页 毕业设计表13.4i层j柱的抗剪承载力层次柱位置Mby节点左Mby节点右h(m)Mcy(kN·m)∑Mby(kN·m)ki/(ki+ki+1)Vyij(kN)6A柱上　107.063.60163.12107.061.00075.05下　107.06107.0675.05B柱上107.06107.06171.24178.4493.83下107.0671.38214.1293.835A柱上　142.754.08219.84142.750.46970.29下　142.75142.7570.29B柱上142.75107.06235.63249.8186.47下142.75107.06249.8186.474A柱上　161.753.60273.50161.750.53199.83下　142.75142.7597.03B柱上142.75142.75290.07249.81117.42下142.75107.06285.50122.693A柱上171.163.60345.45171.160.500119.73下　135.47135.47114.77B柱上161.75161.75365.46297.22142.80下135.47135.47297.22142.802A柱上　180.573.60380.73180.570.500130.84下　142.75142.75125.58B柱上180.57180.57401.79323.32156.51下142.75142.75323.32156.511A柱上　197.444.45477.04197.440.542131.25下　142.75142.75124.59B柱上171.16206.85505.60323.50153.02下142.75152.34349.60156.20进而由下式求出楼层的受剪承载力：，式中为i层柱的抗剪承载力。计算结果见表13.5。表13.5楼层受剪承载力计算楼层123456边柱131.25130.84119.7399.8370.2975.05124.59125.58114.7797.0370.2975.05中柱153.02156.51142.80117.4286.4793.83156.20156.51142.80122.6986.4793.83Vy(i)(kN)565.05569.45520.10436.97313.52337.77(4)、薄弱层弹塑性层间变形验算楼层的屈服强度系数由下式计算：第91页 毕业设计式中——楼层受剪承载力——罕遇地震作用下的楼层剪力计算结果见表13.6。表13.6楼层屈服强度系数楼层123456ξy0.3820.3910.3900.3790.3460.570经计算选1、5层为薄弱层，其弹塑性层间位移计算结果见表13.7。其中，式中为薄弱层的层间弹塑性位移，为按弹性分析的层间位移，为弹塑性位移增大系数。由表可知，最大层间弹塑性位移角发生在第五层，其，满足要求。表13.7弹塑性层间变形验算楼层Vei(kN)Di(N/mm)Δuei(mm)ηpΔupi(mm)θp=Δupi/hi5905.876161414.702.0329.841/13711479.247821618.911.6831.771/140十四、梁板设计1、楼面板(1)、梁板布置取第一层楼面，标高3.55m处，板厚100mm。梁板布置简图如图14.1。图14.1标高3.55m处梁板布置楼面板：B1、B2、B3、B4、B5、B8、B9、B10按双向板计算；B6、B7按单向板计算。单、双向板均按弹性理论设计。(2)、荷载设计值：房间恒荷载g=1.2×3.1584=3.79kN/m2活荷载q=1.4×2=2.8kN/m2g+q/2=3.79+2.8/2=5.19kN/m2q/2=2.8/2=1.4kN/m2g+q=3.79+2.8=6.59kN/m2走道、楼梯间第91页 毕业设计恒荷载g=1.2×3.1584=3.79kN/m2活荷载q=1.4×2.5=3.5kN/m2g+q/2=3.79+3.5/2=5.54kN/m2q/2=3.5/2=1.75kN/m2g+q=3.79+3.5=7.29kN/m2(3)、计算跨度计算跨度l0取轴线间距离。(4)、弯矩计算双向板的弯矩计算如下：跨中最大弯矩为当内支座固定时，在g+q/2作用下的跨中弯矩值与内支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和；支座最大弯矩为当内支座固定时，在g+q作用下的支座弯矩值。B1板：l01/l02=1.8/3.2＝0.56，查表可得B2板：l01/l02=4/6.6＝0.61，查表可得B3板：l01/l02=3.2/6.6＝0.48，按0.5查表可得B4板：l01/l02=3.6/6.6＝0.55，查表可得B5板：l01/l02=3.29/6.6＝0.50，查表可得第91页 毕业设计B8板：l01/l02=4.2/6.6＝0.64，查表可得B9板：l01/l02=2.4/4.2＝0.57，查表可得B10板：l01/l02=2.4/4.8＝0.50，查表可得单向板B6、B7近似计算如下：B6板：跨中支座B7板：跨中(5)、截面设计截面有效高度：假定选用ɸ8钢筋，则l01方向跨中截面的h01=81mm，l02方向跨中截面的h02=73mm，支座截面的h0=81mm。设计时将中间区隔的支座弯矩折减20%，其它不变。为便于计算，近似取γ＝0.95，。截面配筋计算结果及实际配筋见表14.1。第91页 毕业设计表14.1标高3.55m处板配筋计算表截面h0(mm)m(kN·m)As(mm2)配筋实有As(mm2)跨中B1l01方向811.01363ɸ8@200251l02方向730.36525ɸ8@200251B2l01方向814.817298ɸ8@160314l02方向732.188150ɸ8@200251B3l01方向812.990185ɸ8@160314l02方向730.90162ɸ8@200251B4l01方向814.189259ɸ8@160314l02方向731.616111ɸ8@200251B5l01方向813.686228ɸ8@160314l02方向731.24085ɸ8@200251B6l01方向816.561406ɸ8/10@160403l02方向73　　ɸ8@250201B7l01方向815.931367ɸ8/10@160403l02方向73　　ɸ8@250201B8l01方向814.590284ɸ8@160314l02方向732.066142ɸ8@200251B9l01方向812.062128ɸ8@200251l02方向730.85158ɸ8@200251B10l01方向812.228138ɸ8@200251l02方向730.76152ɸ8@200251支座B1-B281-6.647411ɸ8/10@140460B2-B481-6.647411ɸ8/10@140460B4-B481-5.562344ɸ8@140359B5-B581-4.730293ɸ8@140359B4-B581-5.562344ɸ8@140359B4-B781-5.562344ɸ8@140359B6-B681　　ɸ8@200251B7-B881-7.174444ɸ8/10@140460B3-B281-6.647411ɸ8/10@140460B4-B981-5.562344ɸ8@140359B9-B1081-2.785172ɸ8@140359B4-B1081-5.562344ɸ8@140359B1-B681-6.246387ɸ8/10@140460B2-B681-6.246387ɸ8/10@140460第91页 毕业设计续表截面h0(mm)m(kN·m)As(mm2)配筋实有As(mm2)支座B3-B681-6.246387ɸ8/10@140460B4-B681-6.246387ɸ8/10@140460B5-B681-6.246387ɸ8/10@140460B7-B681-6.246387ɸ8/10@140460B8-B681-6.246387ɸ8/10@140460B10-B681-6.246387ɸ8/10@140460A、D轴线处支座B281-6.021373ɸ8/10@160403B481-4.877302ɸ8@160314B381-3.846238ɸ8@160314B581-4.066252ɸ8@160314B781　　ɸ8@160314B881-6.638411ɸ8/10@1604031、4、7、1/4轴线处支座B181-1.34983ɸ8@140359B681　　ɸ8@140359B381-5.594346ɸ8@140359B481-6.952430ɸ8/10@140460B581-5.913366ɸ8@140359B881-8.967555ɸ10@1405612、屋面板(1)、梁板布置取第六层屋面，标高22.03m处，板厚100mm，板4、板5厚150mm。梁板布置简图如图14.2。图14.2标高22.03m处梁板布置第91页 毕业设计屋面板：B1、B3、B5按双向板计算，B2、B4按单向板计算。单、双向板均按弹性理论设计。(2)、荷载设计值：房间恒荷载g=1.2×4.696=5.64kN/m2活荷载q=1.4×0.5=0.7kN/m2g+q/2=5.64+0.7/2=5.99kN/m2q/2=0.7/2=0.35kN/m2g+q=5.64+0.7=6.34kN/m2电梯间恒荷载g=1.2×3.1584=3.79kN/m2活荷载q=1.4×7=9.8kN/m2g+q/2=3.79+9.8/2=8.69kN/m2q/2=9.8/2=4.9kN/m2g+q=3.79+9.8=13.59kN/m2(3)、计算跨度计算跨度l0取轴线间距离。(4)、弯矩计算双向板的弯矩计算如下：跨中最大弯矩为当内支座固定时，在g+q/2作用下的跨中弯矩值与内支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和；支座最大弯矩为当内支座固定时，在g+q作用下的支座弯矩值。B1板：l01/l02=3.29/6.6＝0.50，查表可得B3板：l01/l02=3.6/6.6＝0.55，查表可得B5板：l01/l02=4.2/7.2＝0.58，查表可得单向板B2、B4近似计算如下：B2板：跨中B4板：跨中第91页 毕业设计支座(5)、截面设计截面有效高度：假定选用ɸ8钢筋，则l01方向跨中截面的h01=81mm，l02方向跨中截面的h02=73mm，支座截面的h01=81mm。设计时将中间区隔的支座弯矩折减20%，其它不变。为便于计算，近似取γ＝0.95，。截面配筋计算结果及实际配筋见表14.2。表14.2标高22.03m处板配筋计算表截面h0(mm)m(kN·m)As(mm2)配筋实有As(mm2)跨中B1l01方向812.990185ɸ8@160314l02方向730.91062ɸ8@200251B2l01方向815.710353ɸ8@120419l02方向73ɸ8@250201B3l01方向813.460214ɸ8@160314l02方向731.21083ɸ8@200251B4l01方向1317.830300ɸ8@120419l02方向123ɸ8@250201B5l01方向13110.550404ɸ8@120419l02方向1234.100167ɸ8@200251支座B1-B181-4.552282ɸ8@120419B1-B381-5.352331ɸ8@120419B3-B381-5.352331ɸ8@120419B1-B281-3.128194ɸ8@200251B3-B281-3.752232ɸ8@200251B2-B281ɸ8@200251B2-B4131-7.824299ɸ8@160314B4-B5131-15.360588ɸ10@120654B3-B481-5.352331ɸ8@120419B3-B5131-10.952419ɸ8@1204191/4、7轴线处支座B4、B5131-10.952419ɸ8@120419其它131-5.352205ɸ8@200251A、D轴线处支座B5131-15.360588ɸ10@120654其它131-3.752144ɸ8@2002513、次梁设计计算选一根承受荷载较大的次梁计算，取C、D轴之间的1/1轴次梁。梁截面取为250×500mm×mm。荷载设计值恒荷载板传来的恒荷载1.2×4.5384×3.6＝19.61kN/m次梁自重1.2×0.25×0.4×25×1.05＝3.14kN/m第91页 毕业设计上部墙体自重1.2×1.998×3.1＝7.43kN/m小计g=30.19kN/m活荷载q=1.4×2×3.6=10.08kN/m总计g+q=30.19+10.08=40.27kN/m跨中最大弯矩支座最大剪力实配422，；架立筋选用220。箍筋选用双肢ɸ8@150，则满足要求。十五、地基基础设计采用柱下条形基础，纵向布置，在4轴线处设置沉降缝，缝宽120mm。基础梁高1500mm，宽700mm，翼板最外端厚250mm，根部厚350mm。基础混凝土等级为C20，受力钢筋采用HRB335级纲筋。基础垫层70mm，保护层厚40mm，持力层的地基承载力特征值fak=140kN/m2。基础断面如图15.1。图15.1基础断面1、地基设计“建筑抗震设计规范”4.2.1对地基主要受力层范围内不存在软弱粘性土层（承载力特征值fak小于80、100、120kPa，分别对应7、8、9度抗震设防），不超过8层且高度在25m以下框架结构，可不作地基及基础的抗震承载力验算。故本框架结构不作地基及基础的抗震承载力验算。(1)、地基变形验算第91页 毕业设计对于设计等级为丙级、六层及以下的框架结构、地基承载力特征值fak不小于130kPa的结构可不作地基变形验算。本结构不作地基变形验算。(2)、地基承载力特征值当基础宽度大于3m或埋深大于0.5m时，地基承载力应作宽深修正，地基承载力特征值按下式计算：假设基底宽度小于3m，则2、基础设计(1)、柱下条基的构造条基底板采用变厚度翼板，翼板最外端厚250mm，根部厚350mm，顶面坡度为1:8.5，小于1:3。持力层选择粉土层，基础埋置深度2m。基础梁高1500mm，宽700mm，基础断面如图15.1。(2)、柱下条基底面尺寸的确定由于一端设沉降缝，无法将条基外伸，故条基长度L=325+7200×2+6580+290=21595mm。按地基承载力确定基础底面积及埋深时，传至基础底面积上的荷载效应按标准组合计算，土体自重按实际的重力密度计算，分项系数取为1.0。地基反力计算∑Fk—上部建筑物作用在条基上各竖向荷载之和，相应荷载效应为标准组合；G—基础自重和基础上土重；∑Mk—各外荷载对基础梁中点的力矩之和，相应荷载效应为标准组合，由纵向框架柱底弯矩、∑Fk、G及纵向框架柱底剪力对基础梁中点的力矩共同组成。∑Fk及∑Mk可由纵向框架柱底内力得到，但时间所限，一般纵向框架内力没算，故采用以下处理方法：忽略∑Mk，∑Fk由横向框架柱底轴力给出；一般仅算一榀横向框架，其他横向框架柱底轴力，按受荷面积比由计算横向框架柱底轴力估算，弯矩同理。当pkmax与pkmin相差不大时，可近似取均值作为均布的地基反力计算：选B轴线设计柱下条基，B柱柱底轴力的标准组合为2026.21kN，弯矩的标准组合为14.45kN·m，假设中间跨柱子轴力相同，边跨柱子轴力为中柱的0.6倍，则边跨柱子轴力为2026.21×0.6=1215.73kN。则基底反力为均匀分布，如图15.2。图15.2荷载标准组合下的基底反力确定基底宽度：第91页 毕业设计取b=2.4m。基底以下无软弱下卧层。(3)、柱下条基基梁的内力与配筋a基梁的内力计算计算内力时用荷载的基本组合值，B柱柱底轴力的基本组合值为2518.66kN。基底反力，化为线荷载为。按倒梁法计算内力，近似按等跨计算，跨度取7.2m，如图15.3。图15.3倒梁法计算基梁内力按三跨等跨连续梁查表计算内力：弯矩剪力支座反力与立柱传来竖向力N相差悬殊，取差值反方向分配在该支座两侧各l/3，计算该荷载下连续梁跨中及支座弯矩、剪力，再与前面结果迭加，如图15.4。图15.4支座反力差值反方向分配在该支座两侧各l/3(kN/m)求得的内力为：弯矩图如图15.5，剪力图如图15.6。图15.5在图15.4所示外力作用下的弯矩图(kN·m)第91页 毕业设计图15.6在图15.4所示外力作用下的剪力图(kN)与前面结果迭加得：弯矩剪力取支座反力的差值再一次反方向分配在该支座两侧各l/3，计算该荷载下连续梁跨中及支座弯矩、剪力，再与前面结果迭加，如图15.7。图15.7支座反力差值第二次反方向分配在该支座两侧各l/3(kN/m)求得的内力为：弯矩图如图15.8，剪力图如图15.9。图15.8在图15.7所示外力作用下的弯矩图(kN·m)图15.9在图15.7所示外力作用下的剪力图(kN)与前面结果再一次迭加得：弯矩剪力第91页 毕业设计对边跨跨中弯矩及第一内支座的弯矩值乘以1.2的系数，得b基梁的配筋计算图15.10基梁配筋计算简图正截面设计：AB(CD)跨中，M1=2317kN·m，按T形截面设计，，，采用C20砼，。因为属第一类T形截面。选配1225，。BC跨中，M2=278.47kN·m，按T形截面设计。选配420，。B(C)支座，MB=2182.3kN·m，按矩形截面设计。选配1225，，4根连通。斜截面设计：选一个最大得剪力配筋，即VA=1488.8kN。第91页 毕业设计截面尺寸满足要求。选配4ɸ10@150，，腰筋416，拉筋2ɸ8@300，交错布置。I－I截面如图15.11。图15.11I－I截面(4)、基础底板的内力与配筋计算保护层厚40mm，h0=350-50=300mm，中柱轴力N=2518.66kN，边柱N=1511.2kN，。按按均匀基底反力计算。选配16@130，，分布筋选用ɸ10@200。剪力验算：，满足要求。十六、楼梯及雨篷设计选取A型楼梯计算，所在层高3.6m。采用板式楼梯，梯段板厚120mm，混凝土采用C30级，钢筋采用HPB235级。计算简图如图16.1。第91页 毕业设计图16.1楼梯计算简图1、梯段板设计梯段板厚120mm，有效截面高度h0=100mm，板倾斜角。取1m板宽计算。(1)、荷载计算恒荷载120厚楼梯板自重(1.118×0.12＋0.08)×25＝5.354kN/m2饰面自重1.5×0.008×28＝0.336kN/m2底粉自重0.5kN/m2小计6.19kN/m2活荷载2.5kN/m2总荷载设计值p=1.2×6.19+1.4×2.5=10.93kN/m2(2)、截面设计板水平计算跨度ln取3.3m。选配ɸ8/10@100，，分布筋每级踏步一根ɸ8。2、平台板设计取板厚h=80mm，取1m板宽计算。(1)、荷载计算恒荷载饰面自重0.008×28＝0.224kN/m280厚捣制钢筋混凝土板0.08×25＝2.24kN/m2底粉自重0.25kN/m2小计2.71kN/m2活荷载2.5kN/m2总荷载设计值p=1.2×2.71+1.4×2.5=6.76kN/m2(2)、截面设计第91页 毕业设计板计算跨度l0取1.5m。选配ɸ6/8@150，，分布筋选用ɸ6@200。1、平台梁设计TL1：截面200mm×350mm。荷载设计值计算跨度l0取4.2m。截面按倒L形截面计算，因为故为第一类L形截面。选配216+118，，架立筋选用210。配置ɸ6@200箍筋，则斜截面受剪承载力为满足要求。TL2：截面200mm×300mm。第91页 毕业设计荷载设计值计算跨度l0取3.825m。截面按倒L形截面计算，因为故为第一类L形截面。选配310，，架立筋选用210。配置ɸ6@200箍筋，则斜截面受剪承载力为满足要求。TL3：截面200mm×350mm。荷载设计值计算跨度l0取4.2m。截面按倒L形截面计算，因为第91页 毕业设计故为第一类L形截面。选配318，，架立筋选用210。配置ɸ6@200箍筋，则斜截面受剪承载力为满足要求。1、立柱设计按轴心受压构件设计，截面取200mm×250mm。设计轴力N=53.15kN，l0=1.8m。按构造配筋，选配412，，总配筋率ρ=0.9%>0.6%，一侧配筋率ρ=0.45%>0.2%，满足要求。箍筋选配ɸ6@200。2、雨篷设计选择1—2轴线之间A轴线处的雨篷设计，雨篷挑出1.5m。雨篷板端部厚150mm，挑出端厚50mm。计算简图如图16.2。图16.2雨篷板计算简图荷载恒荷载饰面自重0.25kN/m2捣制钢筋混凝土板0.1×25＝2.5kN/m2底粉自重0.25kN/m2小计3.0kN/m2活荷载0.5kN/m2雪荷载0.4kN/m2总荷载设计值p=1.2×3+1.4×0.5=4.3kN/m2第91页 毕业设计选配ɸ8@200，，分布筋选用ɸ6@200。（雨篷梁还应该进行扭矩强度和剪力验算。计算纵向配筋时，抗弯抗扭钢筋要叠加在一起。）第91页'