南京市某高校学生宿舍楼的建筑和结构设计 毕业设计计算书

'1引言毕业设计是大学阶段尤为重要的一个环节，这次的毕业设计不仅是对我们四年专业学习的总结，也为我们提供了一次系统的整合和运用所学的专业知识的机会。在指导老师的帮助下，我经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解，巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。本次毕业设计分建筑设计和结构设计两部分，建筑设计包括建筑平面图、剖面图、立面图及建筑构造详图；结构设计包括上部结构设计、楼梯、楼板设计。2建筑设计说明2.1工程概况本毕业设计课题为南京市某高校学生宿舍楼的建筑和结构设计。建筑总面积为4000平方米左右，钢筋混凝土框架结构，层数4层。要求具有标准宿舍、传达值班室、卫生设施等功能，其中卫生间采用轻质隔墙、隔板进行分隔。2.2建筑设计原则建筑功能布置合理，满足使用要求。立面美观大方，采光通风良好，符合建筑防火规范要求。方案经济合理，计算分析方法恰当，结果正确，构造合理。建筑和结构设计均符合有关国家规范要求，施工图绘制规范，表达清楚。2.3建筑设计宿舍楼的人员流动相对较大，基于消防的考虑，本工程采用一字型布局。整栋建筑采用内廊式的通道形式，内廊通道设计宽度为2.4m。底层有一个主入口，两个分入口，设有两部楼梯，能满足消防和交通要求。为了满足功能的需要，建筑布局以大开间为主。开间为3.6m，进深为7m，并设有伸缩缝，宽度为100mm。建筑层高均为3.3m。2.4建筑略图建筑缩略图见图2.1-2.3。 图2.1底层平面图图2.2正立图图2.3剖面图 3结构设计说明结构设计根据建筑施工图确定结构方案，划分板块。本方案中未布置次梁，根据规范，由跨度确定梁板的截面尺寸；柱的截面尺寸由轴压比限值初步确定，也可假定一配筋率根据轴心受压柱来计算柱的截面尺寸。3.1结构设计与分析概述1．楼盖的设计：本设计选择三层楼盖进行设计。按照荷载分析、内力计算及配筋的一般过程，设计楼板。2．框架的设计：选取12轴线所在框架进行设计。按照荷载分析、内力分析（包括恒载、活载和水平地震三种作用下的内力分析）、侧移分析和验算（由于多层框架结构的整体弯曲变形很小，故仅验算其整体剪切变形）、内力组合、截面设计的一般过程进行。其中：竖向荷载作用下的内力分析采用分层法；水平荷载作用下采用D值法。3．楼梯的设计：采用现浇板式楼梯。包括梯段板的设计、平台板的设计以及平台梁的设计。3.2设计内容本设计计算书包括标三层楼盖的设计计算、楼梯的设计计算、一榀框架的设计计算。计算方法及原理应满足结构设计规范标准。4结构设计4.1基本设计资料建筑耐火等级为二级，设计合理使用年限为50年。建筑结构安全等级为二级，三级框架，抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震分组为第一组，场地类别为Ⅱ类，基本风压为0.40kN/m2；基本雪压为0.65kN/m2（n=50年）。本工程选用混凝土强度等级主要为C30，梁、柱内纵向钢筋选用HRB335钢筋，梁柱箍筋军采用HPB235钢筋。 4.1.1结构布置1．确定板厚双向板h=l0/45=3600/45=80mm。因此取板厚为100mm。2．梁的尺寸确定框架梁为梁跨的1/8—1/12，梁宽为梁高的1/2—1/3。横向框架梁梁跨度为7m，走道梁跨度为2.4m。故框架梁和走道梁的截面为250×600mm。3．柱的截面尺寸确定A≥(1.1~1.2)NfcN=1.4×12×(1.8+1.8)×(3.5+1.2)×4=1137kN（其中1.4为放大系数）采用强度等级为C30的混凝土，fc=14.3N/mm2，则1.2Nfc=1.2×1137×10314.3=79510mm2取A=160000mm2>79510mm2,柱的截面尺寸为400mm×400mm。4.1.2楼屋面及墙身做法楼面做法：30mm现制水磨石0.65kN/m270mm水泥焦渣0.07×14=0.98kN/m2100mm钢筋混凝土0.10×25=2.50kN/m220mm石灰砂浆0.02×17=0.34kN/m2屋面做法（不上人屋面）：4mm厚APP卷材防水层0.35kN/m220mm厚水泥砂浆找平层0.02×20=0.40kN/m2100~140mm厚水泥膨胀珍珠岩0.12×7=0.84kN/m2100mm厚现浇钢筋混凝土板0.1×25=2.5kN/m220mm厚板底抹灰0.02×17=0.34kN/m2墙身做法：外墙为240普通机制砖墙填充墙，用M5混合砂浆砌筑。用混合砂浆做粉刷，厚20mm。4.1.3．材料 混凝土强度等级为C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2；梁柱中受力纵筋均采用HRB335钢筋，fy=300N/mm2,其他均采用HPB235钢筋，fy=210N/mm2。4.2楼板平面图楼板平面及板型划分如图4.1所示图4.1楼板平面及板型划分4.3楼板设计1)恒荷载计算30mm现制水磨石0.65kN/m270mm水泥焦渣0.07×14=0.98kN/m2100mm钢筋混凝土0.10×25=2.50kN/m220mm石灰砂浆0.02×17=0.34kN/m2小计：gk=4.47kN/m22)活荷载计算根据不同的荷载及支承情况，整个楼盖可以分为B1、B2、B3、B4、B5五种区格板。根据规范：活荷载统计如表4.1所示表4.1活荷载统计值类别标准宿舍杂物室走廊楼梯卫生间活荷载值kN/mm22.02.52.52.52.0 根据规范，当隔墙位置可灵活布置时，非固定隔墙的自重应取每延米长墙重的1/3作为楼面活荷载的附加值计入(kN/m2),附加值不小于1kN/m2。隔墙自重为0.9kN/m2，由于0.9×1/3=0.3<1.0，故活荷载附加值为1.0kN/m2。B3、B4、B5板上无轻质隔墙墙板，故其活荷载标准值为2.5kN/m2；B1、B2板上有轻质隔墙板，故其活荷载标准值为3.0kN/m2；3)荷载设计值计算(按弹性理论进行设计)。按由活荷载效应控制的组合计算：B3、B4、B5板g=1.2×4.47=5.364kN/m2q=1.4×2.5=3.5kN/m2g+q/2=5.364+3.5/2=7.114kN/m2q/2=3.5/2=1.75kN/m2g+q=5.364+3.5=8.864kN/m2B1、B2板g=1.2×4.47=5.364kN/m2q=1.4×3.0=4.2kN/m2g+q/2=5.364+4.2/2=7.464kN/m2q/2=4.2/2=2.1kN/m2g+q=5.364+4.2=9.564kN/m24)计算跨度跨度按轴线间距离计算5)弯矩计算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。本题计算时混凝土的泊松比取0.2；支座最大负弯矩为当内支座固定时g+q作用下的支座弯矩。楼板按弹性理论计算所得弯矩值见表4.26)截面设计截面的有效高度：环境类别为一类，混凝土强度等级为C30，板的混凝土保护层最小厚度为15mm，故取as=20mm。选用Φ10钢筋，故h01=100－20=80mm,h02=80－10=70mm。fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2,fy=210N/mm2,ξb=0.614。截面设计用的弯矩：近似取γ=0.95，As=Mγfyh0，楼盖的配筋计算见表4.3。最小配筋率：因为ρmin=0.45ftfy=0.45×1.43210=0.306%>0.2%，故取smin=0.306%，则Asmin=0.306%×1000×100=306mm2。 表4.2标准层按弹性理论计算的弯矩值区格项目B1B2B3B4B5l01(m)3.63.62.42.42.4l02(m)773.63.63.6l01/l020.510.510.670.670.67m10.0397+0.2×0.00416×7.464×3.62+0.0553+0.2×0.0084×2.1×3.62=5.472kN·m0.0397+0.2×0.00416×7.464×3.62+0.02118+0.2×0.08624×2.1×3.62=4.967kN·m0.03354+0.2×0.01022×7.114×2.42+0.02978+0.2×0.05974×1.75×2.42=1.879kN·m0.03354+0.2×0.01022×7.114×2.42+0.07232+0.2×0.0281×1.75×2.42=2.244kN·m0.03354+0.2×0.01022×7.114×2.42+0.05018+0.2×0.01348×1.75×2.42=1.991kN·mm20.00416+0.2×0.0397×7.464×3.62+0.0084+0.2×0.0553×2.1×3.62=1.700kN·m0.00416+0.2×0.0397×7.464×3.62+0.08624+0.2×0.02118×2.1×3.62=3.633kN·m0.01022+0.2×0.03354×7.114×2.42+0.05974+0.2×0.02978×1.75×2.42=1.356kN·m0.01022+0.2×0.03354×7.114×2.42+0.0281+0.2×0.07232×1.75×2.42=1.123kN·m0.01022+0.2×0.03354×7.114×2.42+0.01348+0.2×0.05018×1.75×2.42=0.931kN·m-0.0826×9.564×3.62=-10.238kN·m-0.0826×9.564×3.62=-10.238kN·m-0.07536×8.864×2.42=-3.848kN·m-0.07536×8.864×2.42=-3.848kN·m-0.07536×8.864×2.42=-3.848kN·m-10.238kN·m-10.238kN·m-3.848kN·m-3.848kN·m-3.848kN·m-0.05702×9.564×3.62=-7.068kN·m-0.05702×9.564×3.62=-7.068kN·m-0.05702×8.864×2.42=-2.911kN·m-0.05702×8.864×2.42=-2.911kN·m-0.05702×8.864×2.42=-2.911kN·m-7.068kN·m-7.068kN·m-2.911kN·m-2.911kN·m-2.911kN·m 表4.3标准层楼板配筋计算表4.4楼梯设计4.4.1设计资料该宿舍楼采用现浇板式楼梯，层高为3.3m，踏步尺寸为150mm×270mm。楼梯的踢面和踏面均做水磨石层，底面为石灰砂浆抹灰。混凝土强度等级为C30。板采用HPB235级钢筋；梁纵筋采用HRB335级钢筋。楼梯上均布活荷载标准值qk=2.5kN/mm2。楼梯的平面布置图如图4.2所示。4.4.2梯段板设计板倾斜角tanα=150/270=0.556，cosα=0.874。板斜长为2.7/0.874=3.089m，板厚约为板斜长的1/25，h=120mm。取1m宽板带计算。 图4.2楼梯平面布置图1）荷载设计值计算水磨石面层(0.27+0.150)×0.65/0.27=1.011kN/m踏步和斜板自重0.5×0.27×0.150×25/0.27=1.875kN/m混凝土斜板0.12×25/0.874=3.432kN/m板底抹灰0.02×17/0.874=0.389kN/m恒荷载标准值gk=6.707kN/m活荷载标准值qk=2.50kN/m总荷载设计值p=1.2gk+1.4qk=11.55kN/m2)截面设计板水平计算跨度：ln=2700mm=2.7m弯矩设计值：M=110pln2=110×11.55×2.72=8.42kN∙m板的有效高度：h0=120-20=100mm。αs=Mα1fcbh02=8.42×1061.0×14.3×1000×1002=0.059ξ=1-1-2αs=0.061γs=0.51+1-2αs=0.970As=Mγsfyh0=8.42×1060.970×210×100=413.35mm2 选配Φ10@180，实有As=436mm2ρ=Asbh=4361000×120=0.363%>0.45ftfy=0.45×1.43210=0.306%>0.2%符合要求。分布筋每级踏步布置一根Φ8。4.4.3平台板设计设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。1)荷载计算水磨石面层0.65kN/m100mm厚混凝土板0.10×25=2.5kN/m20mm厚板底抹灰0.02×17=0.34kN/m恒荷载标准值3.49kN/m活荷载标准值2.5kN/m总荷载设计值p=1.2×3.49+1.4×2.5=7.69kN/m2)截面设计平台板的计算跨度l0=1.8-0.22+0.22=1.8m弯矩设计值M=110pl02=110×7.69×1.82=2.49kN∙m板有效高度h0=100-20=80mmαs=Mα1fcbh02=2.49×1061.0×14.3×1000×802=0.027γs=0.51+1-2αs=0.986As=Mγsfyh0=2.49×1060.986×210×80=150.32mm2选配Φ8@160，实有As=314mm2ρ=Asbh=3141000×100=0.314%>0.45ftfy=0.45×1.43210=0.306%>0.2%分布筋取Φ8@200。4.4.4平台梁设计设平台梁截面尺寸为200mm×300mm 1）荷载计算梁自重0.2×(0.3-0.1)×25=1.10kN/m梁侧粉刷0.02×(0.3-0.1)×2×17=0.15kN/m平台板传递3.49×(1.8/2)=3.14kN/m梯段板传递6.707×(2.7/2)=9.05kN/m恒荷载标准值13.44kN/m活荷载标准值2.5×(2.7/2+1.8/2)=5.63kN/m总荷载设计值p=1.2×13.44+1.4×5.63=24.01kN/m2）截面设计计算跨度l0=1.05ln=1.05×3.6-0.24=3.53m弯矩设计值M=18pl2=18×24.01×3.532=37.40kN∙m剪力设计值V=12pl=12×24.01×3.53=42.38kN截面按倒L型计算:bf"=b+5hf"=200+5×100=700mm梁的有效高度:h0=300-35=265mmα1fcbf"hf"h0-hf"2=1.0×14.3×700×100×265-1002=215.22kN∙m>37.40kN∙m经判别属于第一类T型截面αs=Mα1fcbh02=37.40×1061.0×14.3×700×2652=0.053ξ=1-1-2αs=0.054γs=0.51+1-2αs=0.973As=Mγsfyh0=37.40×1060.973×300×265=483.5mm2选配218，实有As=509mm2；ρ=Asbh=509200×300=0.85%>ρmin=0.45ftfy=0.45×1.43300=0.21%配置Φ8@200箍筋，则斜截面受剪承载力Vcs=0.7ftbh0+1.25fyvAsvsh0 =0.7×1.43×200×265+1.25×210×100.6200×265=88.04kN>V=42.38kN满足要求。架立筋采用2Φ14，伸入支座，通长布置。4.4.5平台梁下小柱TZ1、TZ2设计取截面尺寸为：b×h=200mm×200mm1)计算长度底层与基础相连，按一端固端，一端铰支计算。l0=0.7l=0.7×（1.65+0.5+0.5）=1.855m其余层按两端铰支计算，l0=l=1.65；取大值计算。由l0/b=1855/200=9.28，查表得钢筋混凝土构件的稳定系数φ=0.98722)内力计算（取大值计算配筋）按轴心受压构件设计，轴力设计值取平台梁的剪力设计值与自身重力之和。N=42.38+0.2×0.2×25×1.855=44.235kN3)截面设计混凝土强度等级为C30，fc=14.3kN/mm2；柱内受压纵筋采用HRB335，fy"=300kN/mm2。由轴心受压构件承载力计算公式Nu=0.9φ(fcA+fy"As")，得：As"=1fy"N0.9φ-fcA=1300×44.235×1030.9×0.9872-14.3×0.2×0.2=166mm2根据构造要求选配414，实有As"=615mm2；箍筋按构造要求配置Φ8@200。4.5框架结构计算选取12轴线所在位置处的一榀框架进行结构计算。4.5.1结构布置及计算简图的确定结构平面布置图见图4.3。 图4.3框架结构平面布置图荷载示意图如图4.4所示。图4.4框架荷载示意图各梁柱截面尺寸为：柱截面：400mm×400mm，框架梁：250mm×600mm。基础顶面离地面500mm，首层高度为：3300+500+450=4250mm。计算梁柱线刚度：考虑到现浇楼板的作用，梁截面惯性矩，对于中框架取I=2I0，边框架取I=1.5I0(I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩)。AB、CD跨梁：i=2Ec×112×0.25×0.63/7=12.86×10-4Ec（m3）BC跨梁：i=2Ec×112×0.25×0.63/2.4=37.5×10-4Ec（m3）上部各层柱：i=Ec×112×0.44/3.3=6.46×10-4Ec（m3）底层柱：i=Ec×112×0.44/4.25=5.02×10-4Ec（m3）结构计算简图如图4.5所示。（单位：10-4Ecm3）。 图4.5结构计算简图4.5.2荷载计算1.恒荷载计算1)屋面框架梁线荷载标准值4mm厚APP卷材防水层0.35kN/m220mm厚水泥砂浆找平层0.02×20=0.40kN/m2100~140mm厚水泥膨胀珍珠岩0.12×7=0.84kN/m2100mm厚现浇钢筋混凝土板0.1×25=2.5kN/m220mm厚板底抹灰0.02×17=0.34kN/m2屋面恒荷载标准值：4.43kN/m2边跨（AB、CD跨）框架梁自重0.25×0.60×25=3.75kN/m梁侧粉刷2×(0.6-0.1)×0.02×17=0.34kN/m小计：4.09kN/m 中跨（BC跨）框架梁自重0.25×0.60×25=3.75kN/m梁侧粉刷2×(0.6-0.1)×0.02×17=0.34kN/m小计：4.09kN/m因此，作用于屋面框架梁上线荷载标准值为：g4AB1=g4CD1=g4BC1=4.09kN/mg4AB2=g4CD2=4.43×3.6=15.95kN/m；g4BC2=4.43×2.4=10.63kN/m2)楼面框架梁线荷载标准值30mm现制水磨石0.65kN/m270mm水泥焦渣0.07×14=0.98kN/m2100mm钢筋混凝土0.10×25=2.50kN/m220mm石灰砂浆0.02×17=0.34kN/m2楼面恒荷载标准值：4.47kN/m2边跨框架梁及梁侧粉刷：4.09kN/m边跨填充墙自重0.24×(3.3-0.6)×19=12.31kN/m墙面粉刷(3.3-0.6)×0.02×2×17=1.84kN/m小计：14.15kN/m中跨框架梁及梁侧粉刷：4.09kN/m因此，作用于中间层框架梁上线荷载标准值为：gAB1=gCD1=4.09+14.15=18.24kN/m；gBC1=4.09kN/m gAB2=gCD2=4.47×3.6=16.09kN/m；gBC2=4.47×2.4=10.73kN/m3)屋面框架节点集中荷载标准值女儿墙：高900mm、厚240mm、双面抹灰的砖墙边柱连系梁自重0.25×0.6×3.6×25＝13.50kN粉刷0.02×(0.6-0.1)×2×3.6×17=1.22kN女儿墙自重0.9×3.6×0.24×19＝14.77kN粉刷0.9×0.02×2×3.6×17＝2.20kN连系梁传来屋面自重0.5×3.6×0.5×3.6×4.43＝14.35kN顶层边节点集中荷载：G4A=G4D=46.04kN中柱连系梁自重0.25×0.6×3.6×25＝13.50kN粉刷0.02×(0.6-0.1)×2×3.6×17=1.22kN连系梁传来屋面自重0.5×(3.6+3.6-2.4)×1.2×4.43=12.76kN0.5×3.6×1.8×4.43＝14.35kN顶层中节点集中荷载：G4B=G4C=41.83kN4)楼面框架节点集中荷载标准值边柱连系梁自重13.50kN粉刷1.22KN钢窗自重1.5×1.8×0.45=1.22kN窗下墙体自重0.24×0.9×3.6×19=14.77kN粉刷2×0.02×0.9×3.6×17=2.20kN窗边墙体自重2.1×3.3-1.5×0.24×19=17.24kN粉刷2.1×3.3-1.5×2×0.02×17=2.57kN框架柱自重0.4×0.4×3.3×25=13.20kN粉刷0.4+0.4×2-0.24×3×0.02×3.3×17=0.99kN连系梁传来楼面自重 0.5×3.6×0.5×3.6×4.47=14.48kN中间层边节点集中荷载:GA=GD=81.39kN中柱连系梁自重13.50kN粉刷1.22kN内纵墙自重3.6×3.3-0.6×0.24×19=44.32kN粉刷3.6×3.3-0.6×2×0.02×17=6.61kN扣除门洞重加上门重-2.1×0.9×0.24×19-0.2=-8.24kN扣除窗洞重加上窗重-0.9×0.6×0.24×19-0.45=-2.22kN框架柱自重13.20kN粉刷0.99kN连系梁传来楼面自重0.5×(3.6+3.6-2.4)×1.2×4.47=12.87kN0.5×3.6×1.8×4.47＝14.48kN中间层中节点集中荷载：GB=GC=96.73kN5)恒荷载作用下的结构计算简图恒荷载作用下的结构计算简图如图4.6所示。 图4.6恒荷载作用下结构计算简图2.活荷载计算不上人屋面均布活荷载标准值为0.5kN/m2雪荷载标准值sk=urs0=1.0×0.65=0.65kN/m2取两项中的较大者，活荷载标准值为pk=0.65kN/m2p4AB=p4CD=0.65×3.6=2.34kN/mp4BC=0.65×2.4=1.56kN/mp4A=p4D=0.5×3.6×1.8×0.65=2.11kNp4B=p4C=12×3.6+3.6-2.4×1.2×0.65+14×3.6×3.6×0.65=3.98kNpAB=pCD=3.0×3.6=10.8kN/mpBC=2.5×2.4=6kN/mpA=pD=12×3.6×1.8×3.0=9.72kNpB=pC=12×3.6+3.6-2.4×1.2×2.5+14×3.6×3.6×3.0=16.92kN 活荷载作用下的结构计算简图见图4.7。图4.7活荷载作用下结构计算简图4.5.3内力计算1．恒荷载作用下的内力计算——分层法除底层柱下端是固端外，其余各层柱各节点均有一定程度的转动，假定为固端会产生的一定的误差，故除底层柱外，各层柱的线刚度乘以0.9；定向支座处的线刚度取一半；除底层柱以外的其他各层柱的弯矩传递系数取为1/3，以考虑此影响；底层传递系数为1/2。1)将梯形或三角形荷载等效成均布荷载：对梯形荷载：gAB"=gAB1+(1-2α2+α3)gAB2α=al=18007000=0.257，1-2α2+α3=0.885对三角形荷载：gBC"=gBC1+58gBC2 各杆的固端弯矩利用结构对称性取二分之一计算：MAB=112gAB"lAB2，MBC=13gBC"lBC2顶层：g4AB"=4.09+0.885×15.95=18.21kN/mg4BC"=4.09+58×10.63=10.73kN/mM4AB=112×18.21×72=74.36kN∙mM4BC=13×10.73×1.22=5.15kN∙m中间与底层：gAB"=18.24+0.885×16.09=32.48kN/mgBC"=4.09+58×10.73=10.80kN/mMAB=112×32.48×72=132.63kN∙mMBC=13×10.80×1.22=5.18kN∙m2)用弯矩分配法计算结构固端弯矩：顶层弯矩分配法计算过程如图4.8所示，弯矩图如图4.9所示。图4.8顶层弯矩分配过程 图4.9顶层弯矩图（kN·m）中间层弯矩分配法计算过程如图4.10所示，弯矩图如图4.11所示。图4.10中间层弯矩分配过程图4.11中间层弯矩图（kN·m）底层弯矩分配法计算过程如图4.12所示；弯矩图如图4.13所示。 图4.12底层弯矩分配过程图4.13底层弯矩图（kN·m）3)框架在恒荷载作用下的内力图叠加各层弯矩图，为提高精度，将节点不平衡弯矩再分配进行修正，修正后恒荷载作用下整个结构弯矩图如图4.14所示。并进而得到框架各梁的剪力图和柱轴力图（图4.15）以及柱剪力图（图4.16）。注：M跨中=18ql2-M左+M右2；V左=12ql+M左-M右l；V右=12ql+M右-M左l；V柱=M上+M下h 图4.14恒载作用下的弯矩图（kN·m） 图4.15恒载作用下梁的剪力和柱轴力图（kN）注：柱轴力考虑了自重，括号内值为调到梁端柱边值V"=V-q·b2 图4.16恒载作用下柱的剪力图（kN）4）弯矩调幅将框架在恒荷载作用下调幅，并根据公式M"=M-V"b2算出梁端柱边的弯矩，对于现浇框架，弯矩调幅系数取0.8。如图4.17所示： 图4.17框架梁在恒载作用下经调幅并算至柱边截面的弯矩（kN·m）2．活荷载作用下的内力计算——分层法除底层柱下端是固端外，其余各层柱各节点均有一定程度的转动，假定为固端会产生的一定的误差，故除底层柱外，各层柱的线刚度乘以0.9；定向支座处的线刚度取一半；除底层柱以外的其他各层柱的弯矩传递系数取为1/3，以考虑此影响；底层传递系数为1/2。1)将梯形或三角形荷载等效成均布荷载：对梯形荷载：pAB"=(1-2α2+α3)pABα=al=18007000=0.257，1-2α2+α3=0.885 对三角形荷载：pBC"=58pBC各杆的固端弯矩利用结构对称性取二分之一计算：MAB=112pAB"lAB2，MBC=13pBC"lBC2顶层：p4AB"=0.885×2.34=2.07kN/mp4BC"=58×1.56=0.98kN/mM4AB=112×2.07×7.02=8.45kN∙mM4BC=13×0.98×1.22=0.47kN∙m中间与底层：pAB"=0.885×10.8=9.56kN/mpBC"=58×6=3.75kN/mMAB=112×9.56×7.02=39.04kN∙mMBC=13×3.75×1.22=1.80kN∙m2)用弯矩分配法计算结构固端弯矩：顶层弯矩分配法计算过程如图4.18所示；弯矩图如4.19所示。图4.18顶层弯矩分配过程 图4.19顶层弯矩图（kN·m）中间层弯矩分配法计算过程如图4.20所示，弯矩图如图4.21所示。图4.20中间层弯矩分配过程图4.21中间层弯矩图（kN·m）底层弯矩分配法计算过程如图4.22所示；弯矩图如图4.23所示。 图4.22底层弯矩分配过程图4.23底层弯矩图（kN·m）3)框架在活荷载作用下的内力图叠加各层弯矩图，为提高精度，将节点不平衡弯矩再分配进行修正，修正后活荷载作用下整个结构弯矩图如图4.24所示。并进而得到框架各梁的剪力图和柱轴力图（图4.25）以及柱剪力图（图4.26）。注：M跨中=18ql2-M左+M右2；V左=12ql+M左-M右l；V右=12ql+M右-M左l；V柱=M上+M下h 图4.24活荷载作用下的弯矩图（kN·m） 图4.25活荷载作用下梁的剪力和柱轴力图（kN）注：括号内值为调到梁端柱边值V"=V-q·b2 图4.26活荷载作用下柱的剪力图（kN）4）弯矩调幅将框架在恒荷载作用下调幅，并根据公式M"=M-V"b2算出梁端柱边的弯矩，对于现浇框架，弯矩调幅系数取0.8。如图4.27所示： 图4.27框架梁在活荷载作用下经调幅并算至柱边截面的弯矩（kN·m）4.5.4水平地震作用下结构的内力计算——D值法1)设计资料Ⅱ类场地；南京地区，7度设防；所以设计基本地震加速度为0.1g，设计地震分组为第一组；特征周期为0.35s；因建筑总高小于30m，所以抗震等级为三级。2）建筑布局图由于建筑设抗震缝，故取抗震缝右边作为独立体进行抗震计算，如图4.28和图4.29所示。 图4.28结构抗震设计建筑布局图3)重力荷载代表值计算：按《抗震规范》规定：楼面均布活荷载的组合系数取0.5，屋面活荷载不予考虑，屋面雪荷载的组合系数取0.5。多自由度体系各质点的重力荷载代表值Gi取本层楼面重力荷载代表值和相邻层层间墙、柱全部重力荷载代表值的一半之和，即：Gi=i层楼面重力荷载代表值+[(i+1)层墙、柱重量+(i1)层墙、柱重量]/2图4.2912轴线处剖面图 计算过程如下：女儿墙及其粉刷：0.9×(36×2+16.4)×0.24×19+(36×2+16.4)×2×0.9×0.02×17=416.89kN各层梁重及其粉刷：4.09×16.4×11+(13.50+1.22)×10×4=1326.64kN4/3/2层柱重及其粉刷：0.4×0.4×3.3×25×44+[(0.4+0.4)×2×44－0.24×2×8－0.24×3×36]×0.02×3.3×17＝626.40kN1层柱重及其粉刷：0.4×0.4×4.25×25×44+[(0.4+0.4)×2×44－0.24×2×11－0.24×3×32]×0.02×4.25×17＝808.81kN4/3/2层墙重及其粉刷：横墙重：0.24×7×3.3-0.6×19+7×0.02×2×3.3-0.6×17×2×11+0.24×3.3-0.6×19×2.4+0.02×2×3.3-0.6×17×2.4=2212.75kN纵墙重：0.24×3.6×3.3-0.6×19+3.6×0.02×2×3.3-0.6×17×39=1986.38kN扣除门洞加上门重：-2.1×0.9×0.24×19-0.2×19=-156.57kN扣除窗洞加上窗重：-0.24×19-0.45×0.9×0.6×19+1.5×1.8×19+1.8×0.9×1=-259.67kN小计：3782.89kN1层墙重及其粉刷：横墙重：0.24×7×4.25-0.6×19+7×0.02×2×4.25-0.6×17×21+ 0.24×4.25-0.6×19×2.4+0.02×2×4.25-0.6×17×2.4=2857.42kN纵墙重：0.24×3.6×4.25-0.6×19+3.6×0.02×2×4.25-0.6×17×37=2547.58kN扣除门洞加上门重：-0.24×19-0.2×2.1×0.9×17+2.1×1.5×1+2.5×2.7×2=-212.68kN扣除窗洞加上窗重：-0.24×19-0.45×0.9×0.6×17+1.5×1.8×17+1.8×0.9×1=-233.04kN小计：4959.28kN每层楼梯重：梯段板：120mm现浇钢筋混凝土板：0.12×25=3.0kN/m220mm厚纸筋石灰抹底：0.02×17=0.34kN/m2合计：3.34kN/m2梯段板重：3.34×1.62×2×3.09=33.44kN平台板（同楼板）：4.47kN/m2平台板重：4.47×3.6×7-2.7=69.20kN平台梁重及粉刷：[0.3×0.2×3.6×25+(0.3－0.1)×2×0.02×3.6×17+0.2×0.02×3.6×17]×3=18.40kN台阶重：0.27×0.15×0.5×1.62×25×22=18.04kN小计：139.08kN楼面荷载：恒荷载×1.0+活荷载×0.5 屋面荷载：恒荷载×1.0+雪荷载×0.54.43×1.0+0.65×0.5×36×16.4=2807.35kN4/3/2层：4.47×1.0+3.0×0.5×3.6×7×18+4.47×1.0+2.5×0.5×3.6×7×1+4.47×1.0+2.5×0.5×3.6×2.4×10=3346.34kN楼梯：139.08+3.6×7×2.5×0.5=170.58kN从而：G4=416.89+1326.64+3782.89/2+4959.28+626.40/2=8907.46kNG3=1326.64+626.40+3782.89+3346.34+170.58/2=9167.56kNG2=1326.64+626.40+3782.89+3346.34+170.58=9252.85kNG1=1326.64+626.40/2+808.81/2+3782.89/2+4959.28/2+3782.89+170.58=10368.80kN总重力荷载代表值：G=8907.46+9167.56+9252.85+10368.80=37697kN，如图4.30所示。图4.30结构重力荷载代表值4)梁、柱刚度计算C30的混凝土的弹性模量Ec=30×106kN/m2梁的刚度：考虑现浇楼板的影响，计算结果列于表4.4。 表4.4梁刚度计算部位截面b×h(mm)L(m)矩形截面惯性矩(10-3m4)边框架中框架Ib=1.5I0(10-3m4)ib=EIbL(104kN∙m)Ib=2I0(10-3m4)ib=EIbL(104kN∙m)边跨梁250×6007.04.56.752.899.03.86中跨梁250×6002.44.56.758.449.011.25柱的刚度：计算结果列于表4.5。表4.5柱刚度计算部位b×h(mm)柱高H(m)Ic=bh312(10-3m4)ic=EcIcH(104kN∙m)一般层400×4003.32.131.94底层400×4004.252.131.50横向框架柱侧移刚度D值计算结果见表4.6表4.6横向框架柱侧移刚度D值计算层数层高(m)柱号根数ic（104kN∙m)12h21m2i=ibicαD=α∙ic12h2D(104kN/m)2-43.3141.941.1021.490.430.91960.0262181.990.501.069345.840.741.5824187.790.801.71014.25141.500.6641.930.620.61833.5942182.570.670.667347.550.840.83741810.070.880.876注：2-4层α=i2+i，1层α=0.5+i2+i 5)横向框架自振周期计算：假想顶点侧移为μT，计算结果列于表4.7。表4.7假想顶点侧移μT计算结果层次Gi(kN)Gi(kN)D(104kN/m)μi-μi-1=GiD(m)μi(m)48907.468907.4660.0260.01480.202639167.5618075.0260.0260.03010.187829252.8527327.8760.0260.04550.1577110368.8037696.6733.5940.11220.1122结构基本自振周期考虑非结构墙影响的折减系数α0=0.7T1=1.7α0μT=1.7×0.7×0.2026=0.536s6)横向水平地震作用和楼层剪力计算：根据设计资料，南京地区设防烈度7度，Ⅱ类场地，设计地震分组为第一组，查表得：αmax=0.08，Tg=0.35s。α1=(TgT1)0.9αmax=(0.350.536)0.9×0.08=0.0545由于1.4Tg=0.49sMmax故按第一类T形截面计算。先计算αs=Mα1fcbh02或αs=Mα1fcbf"h02，ξ=1-1-2αs，再将ξ与ξb进行比较，如果ξ<ξb，采用单筋截面进行配筋；如果ξ≥ξb，则采用双筋截面进行配筋。单筋截面配筋：γs=121+1-2αs，As=Mγsfyh0。双筋截面配筋：取ξ=ξb，Mu2=α1fcbh02ξb1-0.5ξb，As"=M-Mu2γsfy"(h0-as")，As=ξbα1fcbh0fy+As"fy"fy。最小、最大配筋率要求：a)对于支座处：最小配筋率取ρmin=max0.25%，0.55ftfy=0.26% 对于跨中处：最小配筋率取ρmin=max0.2%，0.45ftfy=0.21%b)最大配筋率：根据规范，三级框架不应大于2.5%计算过程见表4.14。表4.11框架梁的正截面设计层数截面Mmax(kN∙m)b(mm)h0(mm)αsξγsAs=M/(γsfyh0)As,min(mm2)选用钢筋实配As(mm2)四1-41.162505650.0360.0370.982247390218509299.5314505650.0150.0150.9925923153187633-63.422505650.0560.0580.9713853902185094-56.802505650.0500.0510.9743443902185095-45.958005650.0130.0130.993273315218509三1-98.742505650.0870.0910.9546113903209412190.2914505650.0290.0290.9856553153187633-124.962505650.1090.1160.8918273903209414-108.812505650.0950.1000.9506763903209415-82.558005650.0230.0230.988493315218509二1-119.162505650.1040.1100.9457443903209412190.1414505650.0290.0290.9856553153187633-124.902505650.1090.1160.8918273903209414-133.682505650.1170.1250.9388413903209415-82.298005650.0230.0230.988491315218509一1-145.662505650.1280.1370.93192339041810172195.7014505650.0300.0300.985117231542012563-123.942505650.1090.1160.89182139041810174-159.852505650.1400.1510.924102139041810175-93.168005650.0260.0260.987557315220628注：αs=Mα1fcbh02，ξ=1-1-2αs<0.55，γ=0.51+1-2αs 2）斜截面受剪承载力计算由剪力组合表可看出整榀框架梁端最大的剪力设计值为187.10kN。根据规范，三级框架取梁端剪力增大系数1.1，则Vmax＝187.10×1.1＝205.81KNa)验算截面尺寸：经计算，楼层梁、走道梁均属于厚腹梁，所以：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3×250×565=505kN>γREVmax=174.94kN故截面尺寸满足要求。b)斜截面受剪承载力验算：考虑在反复荷载作用下，混凝土斜截面强度有所降低，根据抗震规范，应乘以0.8的折减系数，所以斜截面受剪承载力以下式验算：①若γREVb-0.42ftbh0<0，则按构造要求配筋。三级抗震等级要求，箍筋直径不小于8mm。非加密区选配双肢箍Φ8@200AsvS=2×50.3200=0.503ρsv,min=0.26ftfyv=0.26×1.43210=0.177%ρsv=AsvbS=0.503250=0.20%>ρsv,min加密区选配双肢箍Φ8@100AsvS=2×50.3100=1.006ρsv=AsvbS=1.006250=0.40%>ρsv,min②若γREVb-0.42ftbh0>0，则按下式计算箍筋用量：AsvS=γREVb-0.42ftbh01.25fyvh0(若非加密区AsvS<0.503或加密区AsvS<1.006，也应按构造配筋)c)计算过程见表4.12。表4.12梁斜截面配筋计算表(Φ代表HPB235钢筋) 层数　截面　V(KN)　1.1V(KN)　b(mm)h0(mm)0.42ftbh0(KN)Asv/S(mm)加密区箍筋非加密区箍筋选配箍筋ρsv(%)选配钢筋ρsv(%)四176.8884.5725056584.83<0Φ8@1000.40Φ8@2000.21394.73104.2025056584.830.131Φ8@1000.40Φ8@2000.21436.0439.6425056584.83<0Φ8@1000.40Φ8@2000.21三1165.80182.3825056584.830.658Φ8@1000.40Φ8@2000.213185.42203.9625056584.830.803Φ8@1000.40Φ8@2000.21470.7877.8625056584.83<0Φ8@1000.40Φ8@2000.21二1165.88182.4725056584.830.658Φ8@1000.40Φ8@2000.213185.34203.8725056584.830.803Φ8@1000.40Φ8@2000.21499.15109.0725056584.830.163Φ8@1000.40Φ8@2000.21一1164.12180.5325056584.830.645Φ8@1000.40Φ8@2000.213187.10205.8125056584.830.816Φ8@1000.40Φ8@2000.214120.96133.0625056584.830.325Φ8@1000.40Φ8@2000.212．框架柱的截面设计由内力组合表中的内力组合值可以选出最不利内力来进行截面配筋计算，分别为：|Mmax︱对应的N和V；Nmax对应的M和V；Nmin对应的M和V。选出这三组数据之后，计算出三组配筋量，选取配筋最大的那组进行配筋。1）设计参数：混凝土采用C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2，纵向受力钢筋选用HRB335（fy=fy"=300N/mm2），箍筋选用HPB235（fy=fy"=210N/mm2）。柱的截面尺寸为400×400。取as=as"=35mm，则h0=400-35=365mm。2）抗震构造要求：a)抗震调整系数：当轴压比小于0.15时，γRE=0.75 当轴压比大于0.15时，γRE=0.80b)三级抗震设防要求，框架柱纵筋最小配筋百分率应满足：0.7%则As,min=0.007×400×400=1120mm21)剪压比和轴压比验算：根据《抗震规范》，三级框架的轴压比N/(bh0fc)≤0.9；为防止柱截面的剪压比过大，在箍筋屈服前混凝土过早的发生剪切破坏，对于：剪跨比λ=M/(Vh0)>2的矩形截面框架柱，其剪压比γREVfcbh0≤0.2；剪跨比λ≤2时，剪压比γREVfcbh0≤0.15。轴压比以及剪压比验算过程见表4.13。表4.13剪压比、轴压比验算表柱号bh0MmaxVcNmaxλ轴压比剪压比λv(mm)(mm)(kN•m)(kN)(kN)A40036559.8138.91169.624.2110.0810.0140.060B40036555.6236.95198.114.1240.0950.0130.060A40036585.1952.66465.474.4320.2190.0200.060B40036582.8454.88563.254.1360.2700.0210.060A40036591.9261.34761.404.1060.3650.0240.067B40036598.3865.27928.324.1300.4450.0250.079A40036599.1952.221061.095.2040.5080.0200.092B400365113.8958.501300.645.3340.6230.0220.115由上表可知，所有轴压比均小于0.9，所有剪跨比均大于2，剪压比均小于0.2所以均符合要求。4）正截面承载力计算说明：按“强柱弱梁”原则计算柱的配筋。根据《抗震规范》规定，柱端组合的弯矩设计值应符合ΣMc=ηcΣMb，三级框架，取=1.1，节点上下柱端的弯矩设计值根据弯矩按弹性分析分配。不考虑柱底弯矩的增大。a)计算附加偏心距ea=maxh30，20=max40030，20=20mm,由附加偏心距ea可以求得初始偏心距：ei=e0+ea=MN+eab)计算偏心受压构件截面曲率修正系数并判断是否满足要求：ζ1=0.5fcAγREN≤1.0，l0h<15时，ζ2=1.0；l0h=15~30时，ζ2=1.15-0.01l0h c)计算偏心距增大系数：η=1+11400eih0(l0h)2ζ1ζ2d)计算轴力作用点到受拉钢筋的距离：e=ηei+h2-as因采用对称配筋，故截面两侧的配筋相同，即AS=AS"，fy=fy"e)计算受压区计算高度x并根据x与ξbh0的大小关系判断大小偏心受压，在本框架中ξbh0=0.55×365=200.75mm当x=γRENα1fcb>ξbh0，属于小偏压，配筋按如下公式计算：ξ=N-ξbα1fcbh0Ne-0.43α1fcbh02(β1-ξb)(h0-as")+α1fcbh0+ξbAS=AS"=γRENe-α1fcbh02ξ(1-0.5ξ)fy"(h0-as")当x=γRENα1fcb≤ξbh0，属于大偏压，配筋按如下公式计算：AS=AS"=γRENe-α1fcbx(h0-x2)fy"(h0-as")f)配筋率应满足：单侧配筋率为AS400×400>0.2%；柱总截面配筋率为AS总400×400>0.7%且<5%。柱正截面计算过程以及配筋见表4.14和表4.15。 表4.14框架柱正截面配筋计算表1层次柱号部位M(KN·m)N(kN)调整弯矩MHl0l0/he0(mm)ei(mm)ζ1ζ2ηηei(mm)x(mm)e(mm)xb=ξbh0(mm)偏心类型(KN·m)(mm)(mm)四A柱顶Mmax59.81N103.2565.7913300412510.313637.20657.201.01.01.042684.8013.54849.80200.75大M10.74Nmin93.7011.8143300412510.313126.08146.081.01.01.190173.8412.29338.84200.75大M54.61Nmax150.4660.0713300412510.313399.25419.251.01.01.066448.1819.73613.18200.75大柱底Mmax58.91N169.6264.8013300412510.313382.04402.041.01.01.069429.7822.24594.78200.75大M20.76Nmin106.4722.8363300412510.313214.48234.481.01.01.118262.1513.96427.15200.75大M58.91Nmax169.6264.8013300412510.313382.04402.041.01.01.069429.7822.24594.78200.75大B柱顶Mmax55.62N99.7961.1823300412510.313613.11633.111.01.01.044660.9713.08825.97200.75大M55.62Nmin99.7961.1823300412510.313613.11633.111.01.01.044660.9713.08825.97200.75大M32.00Nmax178.9635.2003300412510.313196.69216.691.01.01.128244.4323.47409.43200.75大柱底Mmax51.98N112.5657.1783300412510.313507.98527.981.01.01.053555.9614.76720.96200.75大M51.98Nmin112.5657.1783300412510.313507.98527.981.01.01.053555.9614.76720.96200.75大M37.05Nmax198.1140.7553300412510.313205.72225.721.01.01.123253.4825.98418.48200.75大三A柱顶Mmax85.19N302.8293.7093300412510.313309.45329.451.01.01.084357.1242.35522.12200.75大M9.33Nmin271.7610.2633300412510.31337.7657.761.01.01.48085.4838.01250.48200.75大M74.99Nmax446.3282.4893300412510.313184.82204.821.01.01.135232.4762.42397.47200.75大柱底Mmax68.14N315.5974.9543300412510.313237.50257.501.01.01.108285.3144.14450.31200.75大M6.09Nmin284.536.6993300412510.31323.5443.541.01.01.63771.2739.79236.27200.75大M58.90Nmax465.4764.7903300412510.313139.19159.191.01.01.174186.8965.10351.89200.75大B柱顶Mmax82.84N291.4191.1243300412510.313312.70332.701.01.01.083360.3140.76525.31200.75大M82.84Nmin291.4191.1243300412510.313312.70332.701.01.01.083360.3140.76525.31200.75大M46.34Nmax544.1050.9743300412510.31393.68113.681.01.01.244141.4276.10306.42200.75大柱底Mmax76.95N304.1884.6453300412510.313278.27298.271.01.01.093326.0142.54491.01200.75大M76.95Nmin304.1884.6453300412510.313278.27298.271.01.01.093326.0142.54491.01200.75大M37.00Nmax563.2540.7003300412510.31372.2692.261.01.01.301120.0378.78285.03200.75大层次柱号部位M(KN·m)N(kN)调整弯矩MHl0l0/he0(mm)ei(mm)ζ1ζ2ηηei(mm)x(mm)e(mm)xb=ξbh0 (mm)偏心类型(KN·m)(mm)(mm)二A柱顶Mmax91.92N506.93101.1123300412510.313199.46219.461.01.01.126247.1170.90412.11200.75大M3.25Nmin445.383.5753300412510.3138.0328.031.01.01.98955.7562.29220.75200.75大M75.51Nmax742.2583.0613300412510.313111.90131.901.01.01.210159.60103.81324.60200.75大柱底Mmax86.69N519.7095.3593300412510.313183.49203.491.01.01.151234.2272.69399.22200.75大M1.97Nmin458.152.1673300412510.3134.7324.731.01.02.12152.4564.08217.45200.75大M67.21Nmax761.4073.9313300412510.31397.10117.101.01.01.237144.85106.49309.85200.75大B柱顶Mmax98.38N462.43108.2183300412510.313234.02254.021.01.01.109281.7164.68446.71200.75大M98.38Nmin462.43108.2183300412510.313234.02254.021.01.01.109281.7164.68446.71200.75大M46.64Nmax909.1651.3043300412510.31356.4376.431.01.01.363104.17127.16269.17200.75大柱底Mmax91.67N475.20100.8373300412510.313212.20232.201.01.01.119259.8366.46424.83200.75大M91.67Nmin475.20100.8373300412510.313212.20232.201.01.01.119259.8366.46424.83200.75大M36.25Nmax928.3239.8753300412510.31342.9562.951.01.01.44090.65129.83255.65200.75大一A柱顶Mmax99.19N715.94109.1094250425010.625152.40172.401.01.01.171201.88100.13366.88200.75大M31.07Nmin611.9034.1774250425010.62555.8575.851.01.01.388105.2885.58270.28200.75大M54.04Nmax1036.4259.4444250425010.62557.3677.361.01.01.380106.76144.95271.76200.75大柱底Mmax96.65N732.38106.3154250425010.625145.16165.161.01.01.178194.56102.43359.56200.75大M62.57Nmin628.3568.8274250425010.625109.54129.541.01.01.227158.9587.88323.95200.75大M27.03Nmax1061.0929.7334250425010.62528.0248.021.01.01.61377.46148.40242.46200.75大B柱顶Mmax105.50N621.30116.0504250425010.625186.79206.791.01.01.142236.1586.90401.15200.75大M105.50Nmin621.30116.0504250425010.625186.79206.791.01.01.142236.1586.90401.15200.75大M33.03Nmax1275.9836.3334250425010.62528.4748.471.01.01.60777.89178.46242.89200.75大柱底Mmax113.89N637.75125.2794250425010.625196.44216.441.01.01.136245.8889.20410.88200.75大M113.89Nmin637.75125.2794250425010.625196.44216.441.01.01.136245.8889.20410.88200.75大M16.52Nmax1300.6418.1724250425010.62513.9733.971.01.01.86663.39181.82228.39200.75大 表4.15框架柱正截面配筋计算表2层次柱号部位X(mm)小偏心ξ修正N（kN）e(mm)AS=AS"(mm2)配筋实有As=As(mm2)配筋率%单侧配筋率%四A柱顶13.540.037103.25849.803843166031.010.37712.290.03493.70338.84-1419.730.054150.46613.18294柱底22.240.061169.62594.7831013.960.038106.47427.155622.240.061169.62594.78310B柱顶13.080.03699.79825.973543166031.010.37713.080.03699.79825.9735423.470.064178.96409.4376柱底14.760.040112.56720.9631014.760.040112.56720.9631025.980.071198.11418.48100三A柱顶42.350.116302.82522.124363166031.010.37738.010.104271.76250.48-21062.420.171446.32397.47230柱底44.140.121315.59450.3127439.790.109284.53236.27-25065.100.178465.47351.8973B柱顶40.760.112291.41525.314253166031.010.37740.760.112291.41525.3142576.100.208544.10306.42-90柱底42.540.117304.18491.0136242.540.117304.18491.0136278.780.216563.25285.03-185二A柱顶70.900.194506.93412.113383166031.010.37762.290.171445.38220.75-407103.810.284742.25324.6069柱底72.690.119519.70399.2229664.080.176458.15217.45-428106.490.292761.40309.85-12B柱顶64.680.177462.43446.714263166031.010.37764.680.177462.43446.71426127.160.348909.16269.17-237柱底66.460.182475.20424.8339266.460.182475.20424.83392129.830.357928.32255.65154一A100.130.274715.94366.883013166031.010.377 柱顶85.580.234611.90270.28-257144.950.3971036.42271.76-174柱底102.430.281732.38359.5627187.880.241628.35323.9515148.400.4071061.09242.46-414B柱顶86.900.238621.30401.154003166031.010.37786.900.238621.30401.15400178.460.4891275.98242.89-339柱底89.200.244637.75410.8846689.200.244637.75410.88466181.820.4981300.64228.39-4795）斜截面承载力计算(γRE取0.85)a)剪力调整为了防止防止构件截面的剪压比过大、在箍筋屈服前混凝土过早地发生剪切破坏，必须限制柱的剪压比，亦即限制柱的截面最小尺寸。γREVc≤0.2fcbh0=0.2×14.3×400×365=417.56KN为了防止柱在压弯破坏前发生剪切破坏，《抗震规范》规定，一、二、三级的框架柱的剪力设计值应按下式调整：Vc=ηvc(Mct+Mcb)lnηvc—柱剪力增大系数，三级为1.1b)斜截面承载力计算当0.3fcA=0.3×14.3×4002=686.4kN3故取λ=3；底层：λ=41502×365=5.68>3故取λ=3。若 AsvS=γREVc-1.05λ+1ftbh0-0.056Nfyvh0<0则按构造配筋，采用Φ10@200双肢箍AsvS=2×78.5200=0.785mm加密区取箍筋间距s=100mm。b)体积配筋率最小体积配筋率特征值见表4.13最小体积配筋率：ρv,min=maxλvfcfyv，0.4%ρv=AsviliSAcor=2×2×78.5×365100×3652=0.86%c)箍筋加密长度上层柱l=maxb，hn6，500=max400，533，500=533mm，取l=550mm底层柱根l=Hn3=41503=1383mm，取l=1500mm。对非加密区的箍筋改为Φ10@200双支箍筋，经验算可满足抗震构造要求。柱斜截面计算过程以及配筋见表4.16。3.框架节点设计——“强节点弱构件”根据《抗震规范》，对于三级框架，节点处应满足“强柱弱梁，强剪弱弯，强节点弱构件”的设计概念，满足构造要求，无需另外进行框架节点的计算。 表4.16框架柱斜截面配筋计算层数柱号Hn(m)λ=Hn2h0实取λV(kN)0.2fcbh0(kN)截面是否满足要求0.3fcA(kN)实取N(kN)Asv/s(mm)λvρv,min=λvfc/fyv(%)实配箍筋四A3.204.38342.80417.56是686.40169.62-0.3640.0600.409双支箍加密区：Φ10@100非加密区：Φ10@200加密区实有0.86%满足要求B3.204.38357.93417.56是686.40198.11-0.2170.0600.409三A3.204.38367.47417.56是686.40465.47-0.3070.0600.409B3.204.38357.44417.56是686.40563.25-0.4900.0600.409二A3.204.38340.65417.56是686.40686.4-0.7660.0670.456B3.204.38360.37417.56是686.40686.4-0.5470.0790.538一A4.155.75371.80417.56是686.40686.4-0.4200.0920.626B4.155.75364.35417.56是686.40686.4-0.5030.1150.783 结论毕业设计是教学计划的一个重要的组成部分，是最后一个重要实践教学环节,它培养了我们综合运用所学基础专业知识的能力，是对四年专业知识的一次综合应用、扩充和深化，也是对我们理论运用于实际设计的一次锻炼。本次毕业设计主要内容包括学生宿舍楼的建筑布局、结构设计计算中一层楼盖的设计、一榀横向框架的设计和一个楼梯的设计。结构设计部分确定了框架布局，进行了层间荷载代表值的计算，利用顶点位移法求出自振周期，按底部剪力法计算了水平地震作用，并计算水平地震作用下的结构内力。用分层法计算竖向荷载作用下的结构内力，进行内力组合，找出最不利的内力组合，按照最不利组合完成配筋计算并绘制施工图。在这次毕业设计中，前期的外文翻译和开题报告都比较顺利，中期的建筑设计相对于前期花了较长的时间，而任务最重的是结构计算部分，工作繁琐，计算量大，需要细心和耐心，中间我因为知识不熟练，发生了错误，在老师和同学的帮助下及时得到改正。通过这次毕业设计的训练，我对框架结构有了系统全面的认识，对结构设计的思路与解决问题的方法有了一定的了解。四年里，我们学习了很多专业的课程，也做过不少的课程设计，可并没有把所学的知识融合在一起，而这次的毕业设计为我们提供了一个平台，让我们有机会重温四年所学的知识，并把各门专业课系统的融合在一起，这样是我们对所学知识有了进一步的理解，同时掌握了建筑结构设计的一般思路和方法。另外，我还认识到在遇到难题时不能避而远之，应该通过大量地查找资料、虚心向别人请教来解决。这些不仅是对现在，而且对我以后的工作都有很大的指导意义。总的来说，这次毕业设计时间较长，收获颇多。虽然过去的两个月很辛苦，但很充实，为我的大学生活画下一个圆满的句号。 致谢完成此次设计后，首先我要感谢我的父母，没有他们我没有机会去领略这个世界的美好，去学习各种各样的知识，他们我各方面的鼓励与支持，让我有更大的动力去努力做事。我还要感谢我的老师，尤其是指导老师，没有他们，我无法学习到如此良好和系统的专业知识，他们孜孜不倦的教诲，我终生难忘，感谢他们伟大的奉献精神。最后我要谢谢我的同学们，是他们在我一次次遇到难题时帮忙解决，是他们在我总需要帮助时伸出援手，他们带给我的友谊是世上最宝贵的东西，感谢他们生活在我身边，给我带来的快乐。 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