某职业培训会务中心建筑与结构设计计算书

'培训会务中心设计合肥工业大学毕业设计计算书设计（论文）题目某职业培训会务中心建筑与结构设计学院名称专业（班级）学生姓名学号起讫日期设计地点指导老师系（科研室）负责人学院负责人93 培训会务中心设计目录第一章设计任务及要求81.1设计概况81.2设计资料81.2.1设计依据81.2.2地质、水文及气象资料81.2.3参考资料9第二章建筑设计102.1总平面图设计102.2平面设计102.3剖面设计102.4立面设计11第三章结构方案设计总说明123.1结构方案123.1.1框架结构的选择123.1.4选择框架的布置133.2结构设计总说明133.3初估截面尺寸133.4、框架梁、柱截面特征及线刚度计算15第四章结构方案设计计算164.1荷载计算1693 培训会务中心设计4.1.1　恒荷载标准值164.2.2　活荷载受力计算294.3水平荷载计算364.3.1　水平风荷载作用下内力计算364.4　地震作用的计算454.4.1地震荷载计算454.4.2、框架自振周期的计算464.4.3多遇水平地震作用标准值及位移计算464.4.4框架水平位移计算474.5内力组合564.6框架梁的截面设计624.6.1框架梁正截面设计624.6.2框架梁斜截面设计654.7框架柱截面设计674.8现浇板设计714.8.1屋面板设计。714.8.2楼面板设计。744.9基础设计764.9.1基础所受荷载计算774.9.2边柱基础设计804.9.3中柱基础设计834.9.4基础的冲切破坏验算8393 培训会务中心设计4.10楼梯设计864.10.1计算简图864.10.2梯段斜板内力及配筋计算874.10.3平台板内力及配筋计算。884.10.4梯梁内力计算及配筋计算。894.10.4梯柱内力及配筋计算。9193 培训会务中心设计摘要本工程为某职业中专学校职业培训会务中心，采用框架结构，主体为六层，本地区抗震设防烈度为7度，场地类别为II类场地。主导风向为东南风，基本风压0.35KN/M2，基本雪压0.5KN/M2。楼﹑屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构。本设计贯彻“实用、安全、经济、美观”的设计原则。按照建筑设计规范，认真考虑影响设计的各项因素。根据结构与建筑的总体与细部的关系。本设计在确定框架布局之后，先进行了层间荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自震周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力。是找出最不利的一组或几组内力组合。选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。对楼板进行了配筋计算，本设计采用边柱独立基础及中柱联合基础，对基础进行受力和配筋计算。施工组织设计就是针对施工安装过程的复杂性，用系统的思想并遵循技术经济规律，对拟建工程的各阶段、各环节以及所需的各种资源进行统筹安排的计划管理行为，本设计的施工组织设计重点在进度控制、质量控制和安全控制。关键词：框架结构，抗震设计，荷载计算，内力计算，计算配筋，施工组织93 培训会务中心设计ABSTRACTThisprojectisavocationalsecondaryschoolvocationaltrainingconferencecenter,withframestructure,subjecttosix,theregion"sseismicintensityof7degrees,siteclassificationasClassIIsites.Leadingsouth-eastwind,thebasicwindpressure0.35KN/M2,basicsnowpressure0.5KN/M2.Floorroofaremadeofcastreinforcedconcretestructures.Thedesignandimplementingthe"practical,safe,economic,aesthetic"designprinciples.Accordingtoarchitecturaldesignspecifications,carefullyconsiderthevariousfactorsaffectingthedesign.Accordingtotheoverallstructureandbuildingrelationshipswithdetail.Afterdeterminingtheframeworkforthedesignofthelayout,thefirstinter-layerloadwerecalculatedrepresentativevalue,seekingfromtheearthquakecycleandthenusevertexdisplacementmethod,andthenpressthebaseshearmethodtocalculatethesizeofhorizontalseismicload,andthenfindthehorizontalloadstructuralinternalforce(moment,shear,axialforce)undertheaction.Thencalculatetheinternalforcestructureunderverticalload(deadloadandliveload)effect.Istoidentifythemostunfavorableinternalforcesofagrouporseveralgroupsofcombinations.Theresultofthecalculationtoselectthemostsecureandreinforcementdrawings.Inaddition,thestructureoftheprogramcarriedoutinanindoorstaircasedesign.Completedtheplatformboard,theinternalforcesandreinforcementbenchboards,beamsandothercomponentsofcomputingplatformsandconstructiondrawings.Reinforcementofthefloorhasbeencalculated,thedesignusesanindependentbaseandsidecolumnsinthecolumnjointbasis,andonthebasisoftheforcereinforcementcalculation.Constructiondesignfortheconstructionoftheinstallationprocessiscomplex,withthethoughtofthesystemandfollowthetechnicalandeconomiclaw,thevariousstagesoftheproposedproject,aswellasvariousaspectsoftheresourcesneededtocarryoutactsofoverallprogrammanagementarrangements,thedesignofconstructiondesignfocusonschedulecontrol,qualitycontrolandsafetycontrol.KEYWORDS:framestructure,seismicdesignloadcalculation,internalforces,calculatedreinforcement,constructionorganization93 培训会务中心设计绪论毕业设计是大学四年中的最重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。该毕业设计题目为《某职业中专职业培训会务中心》。在设计前期，我温习了《结构力学》、《土力学与基础工程》、《混凝土结构》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》、《砌体规范》、《地基规范》等规范。在网上搜集了不少资料，并做了笔记。在结构设计中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行计算和分析。在设计过程中，本组成员齐心协力，发挥了大家的团队精神。在结构设计后期，主要进行设计手稿的电脑输入和天正、PKPM计算出图，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。毕业设计期间，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel；在绘图时熟练掌握了AutoCAD，PKPM等专业软件。以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。93 培训会务中心设计第一章设计任务及要求1.1设计概况本职业培训会务中心设计为六层，建筑面积约为5846平方米，为了减少南侧教学区的干扰，会务中心拟建设在建筑用地的北侧，房间的布置形式上采用了内廊式，将房间布置在了走廊的两侧。根据任务书要求，本会务中心为钢筋混凝土框架结构，建筑类别为丙级，为一般民用建筑，所选建筑材料符合二级耐火等级，按合理使用年限为50年设计。1.2设计资料1.2.1设计依据设计中主要依据了以下设计规范：①《民用建筑设计通则》（GB50352－2005）②《旅馆建筑设计规范》JGJ62-90③《建筑设计防火规范》（GB50016-2006）、④《公共建筑节能设计标准》（GB50198－2005）、⑤《建筑采光设计标准》（GB/T50033－2001）。1.2.2地质、水文及气象资料（1）地形：地形平坦。（2）土壤性质：地表层为杂填土，厚0.5~1.5m，fk=110Kpa；第二层为粘土，厚约4m,硬塑，fk=110Kpa；第三层为粉质粘土，厚约5m,硬塑，fk=230Kpa；。（3）地下水位：地下水为一般性上滞水，水位随季节变化，无侵蚀性。（4）建筑结构安全等级为二级；地震设防烈度为：7度。（5）全年主导风向为东南风，基本风压W0=0.35kN/m2。（6）基本雪压s=0.5kN/m2。93 培训会务中心设计1.2.3参考资料（1）《建筑设计资料集》（第二版）（1）（3）（4）（10）（2）《公共建筑设计原理》（3）《建筑设计方法解析系列丛书——教育建筑》武汉工业大学出版社（4）《现代建筑集成——科研建筑》辽宁科学技术出版社（5）屋面、饰面、门窗、室外工程、楼梯、浴厕等安徽省及国家标准图集（6）GB50352-2005《民用建筑设计通则》（7）GB50016-2006《建筑设计防火规范》（8）JGJ60-90《旅馆建筑设计规范》93 培训会务中心设计第二章建筑设计2.1总平面图设计本楼底层采用“L”字型布置，二层以上采用“一”字型布置，其主要出入口、门厅均紧靠道路，坐北朝南，底层走廊两侧出口加强了人员的疏散。主要房间的设计考虑以下几点：（1）主要房间的布置宜使用方便，影响较小，面朝南；（2）相同功能的房间分开设置，满足各使用功能单元；（3）房间布置应兼顾建筑结构要求。2.2平面设计平面设计首先考虑满足使用功能的需求，为会议和宾馆创造良好的条件，重点考虑了交通组织、采光、通风的良好配置，同时还要合理地安排简餐厅、休息室、厕所、值班间等辅助用房。平面尺寸安排上为简化结构计算采用了对称形式。功能分区较为合理，人流交通便捷、畅通，保证良好的安全疏散条件及安全防火要。2.3剖面设计建筑物室内外高差取0.30米，满足防水、防潮和内外联系方便的要求。层高的确定，按规范的要求，考虑到本会务中心为框架结构，框架梁的截面高度较高，故层高一二层取值4.2米，三~六层取值3.3米。这样的层高，对布置窗户满足采光与自然通风要求来讲已足够。对于底层的多功能厅，为了使后排也能获得较高的空间，层高取值也为4.2米。所有房间的窗台高度均取0.9米，保证书有充足的光线。93 培训会务中心设计2.4立面设计在简单的体型组合前提下，力求运用均衡、韵律、对比、统一等手段，把适用、经济、美观有机的结合起来。在正立面处理上，大门采用了不锈钢玻璃弹簧门，上配玻璃雨篷，下为花岗岩室外台阶，均使立面效果增色不少。外墙装饰方面，勒脚为烧毛面花岗岩石板面层，与室外台阶的面层相统一，既美观，又坚固耐久；其余外墙面为涂料面层，因为保温板外挂钢丝网抹灰层的装饰面层宜用涂料，选用了仿石涂料，颜色为淡黄色和酒红色相间，93 培训会务中心设计第三章结构方案设计总说明3.1结构方案3.1.1框架结构的选择框架结构由梁、柱构件通过节点连接构成，它既承受竖向荷载，又承受水平荷载。由于该设计水平荷载较多（地震力、风荷载等），总高度小于24m，属多层建筑，且处于7抗震设防烈度区，Ⅱ类场地土，又为公用建筑，比较砖混结构、框架-剪力墙结构，砖混结构满足不了使用功能要求和抗震设防要求；框架-剪力墙结构性能好，但造价较高。选择框架结构，由钢筋砼梁、柱等杆件刚接而成的框架体系则具有承载力高、整体性强、抗震性能好、平面布置灵活、易形成较大空间、施工方便等优点。3.1.2基础形式本框架设计层数不多，上部结构的荷载较小，地基坚实均匀，再综合考虑现场的工程地质条件、水文条件、施工条件及经济技术条件，选择柱下独立基础较为合适。在考虑地质条件后，基础埋置深度d=H/12=2190/12=1825mm，初步设定d=2000mm=2.0m，基础均落在粘土层上。3.1.3柱网的确定考虑到首层简餐厅和二层三层的办公会议要求，本框架采用大柱网形式（即两个开间为一个柱距），柱网布置为内廊式，主要开间6.6m，进深统一为7.5m。见下图。93 培训会务中心设计3.1.4选择框架的布置选择横向承重方案，框架沿房屋横向布置，纵向设置连系梁。3.2结构设计总说明（1）本设计采用现浇钢筋混凝土结构，设计使用年限为50年，结构安全等级为二级；建筑抗震设防烈度为7度，框架的抗震等级为三级。（2）本框架结构采用的混凝土强度等级和钢筋级别如下：结构的混凝土强度等级为C35，框架梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB400级（三级），部分梁、柱箍筋采用HPB235级（一级），板筋采用HPB400级（三级），其余各构件采用的钢筋级别按本条说明的钢筋符号（括号内）分别示于相应设计图纸内。（3）混凝土保护层厚度：本工程上部结构为一类环境，上部结构的板的纵向受力钢筋的保护层厚度为20mm，次梁的纵向受力钢筋的保护层厚度为25mm，框架梁的纵向受力钢筋的保护层厚度单排钢筋为35mm，双排为60mm，柱的保护层厚度为40mm，施工中应采取措施保证；混凝土中的水泥用量、水灰比等均应满足结构混凝土耐久性的要求。（4）钢筋的锚固和连接：除设计图纸中另有表示或说明外，下部钢筋伸入支座的锚固长度为：板钢筋伸入支座的长度为120mm；非框架梁下部钢筋当为HRB400级时，伸入支座内的长度不小于12d（d为纵向钢筋直径）且在边支座处伸至距支座边20mm、在中间支座处伸至支座中心线处-10mm；对HPB235级钢筋深入支座内长度不小于15d，末端应有半圆弯钩。（5）后砌隔墙与框架柱的连接：在砌筑的相应位置，在柱内预埋2φ6插筋，沿高度500mm一道，埋入长度≥200mm，伸出柱外长度500mm；后砌隔墙采用MU10粘土空心砖、M5混合砌浆。（6）在结构施工时，其他各工种如电气、管道等均应配合施工，不得在结构施工后随意开洞。（7）本说明中未尽事宜，应遵照有关国家标准、施工规范和操作规程进行；施工中出现问题应及时联系，协商解决。（8）详细说明参加结构设计总说明。3.3初估截面尺寸由结构平面示意图知，采用横向框架承重方案时，需要计算①轴、②轴、③93 培训会务中心设计轴、④轴、⑤轴、⑥轴、⑦轴、⑧轴、⑨轴处共9榀框架，现选其中有内横墙的⑦轴处框架进行手算。因建筑设计时，有部分柱的中心并未与定位轴线重合，而在结构计算中，梁的计算跨度应取柱中心线之距离，故某些梁的计算跨度与定位轴线间距不等，需重新计算确定。初步确定框架柱截面尺寸为500mm×500mm，故⑦轴处框架梁的计算跨度分别为：7.35m、2.00m和7.35m。⑦轴处框架计算简图如下：1、框架梁梁截面高度按梁跨度1/12—1/8估算，梁：b×h＝200×750（mm）；2、框架柱93 培训会务中心设计经估算，在满足三级抗震等级轴压比的前提下，柱截面尺寸为：b×h＝500×500（mm），沿全柱高不变。3、现浇板二层及屋面板厚度取为h＝140mm，楼面板厚度取h＝120mm。均满足“规范”要求。3.4、框架梁、柱截面特征及线刚度计算对于本工程，因为全现浇结构，故该榀框架梁的截面惯性矩取值为I＝2I0。计算结果见表1。表1框架梁、柱截面特征及线刚度计算表构件名称构件位置截面尺寸b×h(m×m)跨(高)度l(h)(m)截面惯性矩I0(m4)截面计算惯性矩I0(m4)杆线刚度i=Ec/l(h)线刚度相对值(ib/ic)梁边跨0.2×0.757.358.575×10-317.15×10-32.45Ec×10-31.84中跨0.2×0.752.03.125×10-36.25×10-32.083Ec×10-31.56柱底层0.5×0.54.25.208×10-35.208×10-31.002Ec×10-30.75其余层0.5×0.53.35.208×10-35.208×10-31.335Ec×10-3193 培训会务中心设计第四章结构方案设计计算4.1荷载计算4.1.1　恒荷载标准值（1）、屋面防水层（刚性）50厚C30细石砼，内配φ6@150双向钢筋，每隔3X3米设分仓缝（钢筋断开），缝宽20mm。　　　　2.50kN/m2找平层（刚性）20厚1:3水泥砂浆找平层0.02m×20kN/m3=0.40kN/m2保温层：45厚XPS挤塑聚苯板（燃烧等级B1级），防火隔离带为沿女儿墙内侧水平段做500宽45厚复合发泡水泥板Ⅰ型。0.01kN/m2找平层（刚性）20厚1:3水泥砂浆找平层0.02m×20kN/m3=0.40kN/m2找坡层：最薄处20厚MLC轻质混凝土（容重600KG/M3，抗压强度1.0Kpa），找坡2%，表面加入水泥砂浆随捣随光，清理干净。　　　　0.24kN/m2防水层（柔性）2厚911聚氨酯防水涂料容重太小，可忽略140mm厚钢筋混凝土楼盖0.14m×25kN/m3=3.50kN/m2合计：　　7.05kN/m2（2）、标准层楼面（按地砖地面考虑）陶瓷地砖楼面0.70kN/m2120mm厚钢筋混凝土楼盖0.12m×25kN/m3=3.00kN/m2合计：　　3.70kN/m2（3）、梁自重b×h＝200mm×750mm梁自重：25kN/m3×0.25m×（0.75m－0.12m）=3.94kN/m合计：　　3.94kN/m（4）、柱自重b×h＝500mm×500mm柱自重：25kN/m3×0.5m×0.5m=5.06kN/m合计：　　5.06kN/m(5)、外纵墙自重标准层窗0.35kN/m2纵墙6kN/m3×1.0m×0.2m=1.20kN/m门0.35kN/m3×1.50m=0.53kN/m水泥粉刷内墙面0.36kN/m3×（3.00m－2.10m）=0.33kN/m合计：　　2.41kN/m纵墙6kN/m2×0.20m×（3.00m－0.50m）=4.23kN/m水泥粉刷内墙面0.36kN/m3×3.00m=1.08kN/m合计：　　5.31kN/m93 培训会务中心设计纵墙6kN/m3×1.00m×0.20m=1.20kN/m窗0.35kN/m3×1.50m=0.53kN/m水泥粉刷内墙面0.36kN/m3×（3.00m－1.50m）=0.54kN/m合计：　　2.27kN/m底层：外纵墙6kN/m3×（4.20m－0.75m）×0.20m=4.14kN/m水泥粉刷内墙面0.36kN/m2×4.50m=1.62kN/m合计：　　5.76kN/m（6）、内隔墙自重标准层：200厚内隔墙：（3.3－0.75）×0.2×8＝4.08kN/m水泥粉刷墙面（3.3－0.75）×0.02×17×2＝1.73kN/m合计：　　5.81kN/m底层：200厚内隔墙6kN/m3×（4.20m－0.75m）×0.20m=4.14kN/m水泥粉刷墙面0.36kN/m3×（4.20m－0.75m）×2=1.24kN/m合计：　　2.90kN/m4.1.2　活荷载标准值根据«荷载规范»查得：宾馆：2.0kN/m2屋面雪荷载：Sk＝μr×So＝1.0×0.35kN/m2＝0.35kN/m2　竖向荷载作用下框架受荷总图板传荷载示意图（1）A～B轴间框架梁屋面板传荷载：恒载：6.34kN/m2×5.4／2××2＝13.06kN/m93 培训会务中心设计活载：2.0kN/m2×5.4／2××2＝5.25kN/m楼面板传荷载：恒载：3.37kN/m2×4.5／2×[1－2×（4.5／2×5.4）2＋（4.5／2×5.4）3]×2＝8.63kN/m活载：2.0kN/m2×4.5／2×[1－2×（4.5／2×5.4）2＋（4.5／2×5.4）3]×2＝4.12kN/m梁自重：1.93kN/m内墙自重:11.02kN/mA～B轴间框架梁荷载为：屋面梁：恒载＝梁自重＋板传荷载＝1.93kN/m＋13.06kN/m＝14.99kN/m活载＝板传荷载＝5.25kN/m楼面梁：恒载＝梁自重＋板传荷载+内墙自重＝1.93kN/m＋8.63kN/m＋11.02kN/m＝21.58kN/m活载＝板传荷载＝4.12kN/m（2）B～C轴间框架梁屋面板传荷载：恒载：6.34kN/m2×3／2××2＝10.70kN/m活载：2.0kN/m2×3／2××2＝3.375kN/m楼面板传荷载：恒载：3.37kN/m2×2.4／2×[1－2×（2.4／2×2.7）2＋（2.4／2×2.7）3]×2＝4.52kN/m活载：2.0kN/m2×2.4／2×[1－2×（2.4／2×2.7）2＋（2.4／2×2.7）3]×2＝2.68kN/m梁自重：1.93kN/m内墙自重:11.02kN/m(3)C～D轴间框架梁荷载为：93 培训会务中心设计屋面梁恒载＝梁自重＋板传荷载＝1.93kN/m＋10.70kN/m＝12.63kN/m活载＝板传荷载＝3.38kN/m楼面梁：恒载＝梁自重＋板传荷载＋内墙自重＝1.93kN/m＋4.52kN/m＋11.02＝17.47kN/m活载＝板传荷载＝2.68kN/m2（4）B轴柱纵向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重＋板传荷载＋天沟自重＋雨蓬传荷＋女儿墙梁自重＝2.60kN/m×（9.0m-0.5m）＝17.81kN板传荷载＝6.34kN/m2×7／2×[1－2×（）2＋（）3]×7.2m＝78.79kN天沟自重＝1.85kN/m×7.3m＝13.51kN雨蓬传荷＝（1.85kN/m2×1.5m×2＋6.34kN/m2×1.75m）×＝（4.44＋9.13）×＝15.21kN女儿墙自重＝6.67×7.3＝48.69kN顶层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＋天沟自重＋雨蓬传荷＋女儿墙＝17.81kN+78.79kN+13.51kN+48.692kN=173.91kN顶层柱活载＝板传活载＝2.0kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]×7.3m＝24.85kN标准层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＋外墙重梁自重＝2.60kN/m×（7.3m-0.5m）＝17.81kN板传荷载＝3.37kN/m2××××2＋3.37kN/m2××××293 培训会务中心设计＋（1.93kN/m＋11.02kN/m）×4.2m/2××2＋{3.37kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]＋3.37kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]}××2＝83.81kN外墙自重＝[(3.37kN/m×2.1m＋10.98kN/m×1.8m)×＋(5.18kN/m×2.1m＋10.98kN/m×1.3m)×]×2＝52.93kN标准层柱恒载＝17.81＋83.81＋52.93＋18.80＝173.35kN标准层活载＝板传活载＝2.0kN/m2×××6.8m＝16.17KN基础顶面恒载=基础梁自重＝1.56kN/m×（7.3m－0.45m）＝10.76kN（5）、C轴柱纵向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重＋板传荷载梁自重＝2.60kN/m×（7.3m-0.5m）＝17.68kN板传荷载＝6.34kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]×7.3m＝6.34kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]×7.3m＝57.81＋78.79＝130.60kN顶层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＝136.60kN+17.86kN=148.28kN顶层活载＝板传活载＝2.0kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]×7.3m＝2.0kN/m2××[1－2×（）2＋（）3]×7.3m93 培训会务中心设计=41.20kN标准层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＋内墙自重梁自重＝2.60kN/m×（7.3m-0.5m）＝17.68kN板传荷载＝136.01kN内墙自重＝11.02kN/m×3.4m＝37.47kN标准层柱活载＝板传活载＝49.23kN基础顶面恒载=基础梁自重＝1.56kN/m×（7.3m－0.5m）＝10.61kN（6）、轴柱纵向集中荷载计算顶层柱恒载=梁自重＋板传荷载梁自重＝2.60kN/m×（7.3m-0.5m）＝17.68kN板传荷载＝6.34kN/m2×3.0／2×[1－2×（3.0／2×9）2＋（3.0／2×9）3]×9＋6.34kN/m2×7／2×[1－2×（7／2×9）2＋（7／2×9）3]×9＝57.81＋71.93＝129.74kN顶层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＝17.68kN+129.74kN=147.42kN顶层柱活载＝板传活载＝2.0kN/m2×3.0／2×[1－2×（3.0／2×9）2＋（3.0／2×9）3]×9m+2.0kN/m2×7／2×[1－2×（7／2×9）2＋（7／2×9）3]×9=40.93kN标准层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＋内墙自重梁自重＝2.60kN/m×（9m-0.5m）＝17.68kN板传荷载＝128.17kN内墙自重＝12.26kN/m2×(9-0.5m)＝74.94kN标准层柱恒载＝梁自重＋板传荷载＋内墙自重＝17.68kN＋128.17kN＋74.94kN＝220.79kN标准层柱活载＝板传活载＝40.66kN基础顶面恒载=基础梁自重＝1.56kN/m2×（9m－0.5m）＝10.45kN93 培训会务中心设计框架在竖向荷载作用下的受荷总图如下图所示（图中数值均为标准值）。93 培训会务中心设计图2-1竖向受荷总图注：1.图中各值的单位为2.图中数值均为标准值。93 培训会务中心设计4.2　竖向荷载受力计算4.2.1恒荷载受力计算梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。（1）、1层B节点的弯矩分配系数1层C节点的弯矩分配系数其余节点见图3.1（2）、固端弯矩计算均布恒载和集中荷载偏心引起的固端弯矩构成节点不平衡弯矩：M均载M集中荷载＝－FeM梁固端＝M1＋M2根据上述公式计算的梁固端弯矩如图3.1所示。各恒载传递计算结果如图3.1所示。（3）、框架梁剪力计算：取节点平衡可求得梁端的剪力，计算结果见图3.1。93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计（4）、恒载作用下柱的剪力计算结果见表3－2。表3－2柱剪力层数A轴柱B轴柱C轴柱D轴柱610.776.294.047.5059.485.822.985.5249.595.823.055.7339.415.773.035.63211.566.733.486.8311.150.740.400.70（5）、横梁跨中计算取脱离体按简支梁计算，则有：集中荷载产生的弯矩e－为集中荷载到梁端的距离。计算结果见表3－3。6层梁DE的计算＝=则有＝＋＝-93 培训会务中心设计（6）、框架柱的轴力计算，根据荷载分布及剪力进行计算A轴柱6层：N1=梁端剪力＋纵梁传来恒载＝31.48＋173.91＝205.39KNN2=N1+柱自重＝205.39＋16.11＝221.50KN5层：N3=N2＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝221.50＋45.32＋173.35＝440.17KNN4=N3+柱自重＝440.17＋16.11＝456.28KN4层：N5=N4＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝456.28＋45.32＋173.35＝674.95KNN6=N5+柱自重＝674.95＋16.11＝691.06KN3层：N7=N6＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝691.06＋45.32＋173.35＝909.73KNN8=N7+柱自重＝909.73＋16.11＝925.84KN2层：N9=N8＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝925.84＋45.32＋173.35＝1144.51KNN10=N9+柱自重＝1144.51＋16.11＝1160.62KN1层：N11=N10＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1160.62＋45.32＋173.35＝1379.29KNN12=N11+柱自重＝1379.29＋24.17＝1403.46KNB轴柱6层：N1=（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝31.48＋17.05＋148.28＝196.81KNN2=N1+柱自重＝196.81＋16.11＝212.92KN5层：N3=N2＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝212.92＋23.48＋45.32＋191.16＝472.88KNN4=N3+柱自重＝472.88＋16.11＝488.99KN4层：N5=N4＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝488.99＋23.48＋45.32＋191.16＝748.95KNN6=N5+柱自重＝748.95＋16.11＝765.06KN3层：N7=N6＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝765.06＋23.48＋45.32＋191.16＝1025.02KNN8=N7+柱自重＝1025.02＋16.11＝1041.13KN2层：N9=N893 培训会务中心设计＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1041.13＋23.48＋45.32＋191.16＝1301.09KNN10=N9+柱自重＝1301.09＋16.11＝1317.20KN1层：N11=N10＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1317.20＋23.48＋45.32＋191.16＝1577.16KNN12=N11+柱自重＝1577.16＋24.17＝1601.33KNC轴柱6层：N1=（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝17.05＋29.16＋147.42＝193.63KNN2=N1+柱自重＝193.63＋16.11＝209.74KN5层：N3=N2＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝209.74＋32.42＋23.48＋220.79＝486.43KNN4=N3+柱自重＝486.43＋16.11＝502.54KN4层：N5=N4＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝502.54＋32.42＋23.48＋220.79＝779.23KNN6=N5+柱自重＝779.23＋16.11＝795.34KN3层：N7=N6＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝795.34＋32.42＋23.48＋220.79＝1072.03KNN8=N7+柱自重＝1072.03＋16.11＝1088.14KN2层：N9=N8＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1088.14＋32.42＋23.48＋220.79＝1364.83KNN10=N9+柱自重＝1364.83＋16.11＝1380.94KN1层：N11=N10＋（左＋右）梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1380.94＋32.42＋23.48＋220.79＝1657.63KNN12=N11+柱自重＝1657.63＋24.17＝1681.80KND轴柱6层：N1=梁端剪力＋纵梁传来恒载＝29.16＋162.58＝191.74KNN2=N1+柱自重＝191.74＋16.11＝207.85KN5层：N3=N2＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝207.85＋32.42＋154.35＝394.62KNN4=N3+柱自重＝394.62＋16.11＝410.73KN93 培训会务中心设计4层：N5=N4＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝410.73＋32.42＋154.35＝597.50KNN6=N5+柱自重＝597.50＋16.11＝613.61KN3层：N7=N6＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝613.61＋32.42＋154.35＝800.38KNN8=N7+柱自重＝800.38＋16.11＝816.49KN2层：N9=N8＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝816.49＋32.42＋154.35＝1003.26KNN10=N9+柱自重＝1003.26＋16.11＝1019.37KN1层：N11=N10＋梁端剪力＋纵梁传来恒载＝1019.37＋32.42＋154.35＝1206.14KNN12=N11+柱自重＝1206.14＋24.17＝1230.31KN恒荷载标准值作用下的弯矩图、剪力图、轴力图如图3.3、3.4、和3.5所示。4.2.2　活荷载受力计算梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。（1）、1层B节点的弯矩分配系数1层C节点的弯矩分配系数其余节点见图3－1。（2）、固端弯矩计算均布活载和集中荷载偏心引起的固端弯矩构成节点不平衡弯矩：M均载M集中荷载＝－FeM梁固端＝M1＋M2根据上述公式计算的梁固端弯矩略。（3）、各活载传递计算结果略。（4）、横梁跨中计算取脱离体按简支梁计算，则有：93 培训会务中心设计（5）活荷载标准值作用的弯矩图、剪力图、轴力图如图3.6.1、3.6.2、和3.6.3所示。93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计93 培训会务中心设计4.3水平荷载计算4.3.1　水平风荷载作用下内力计算(1)、风荷载标准值风荷载标准值按式计算。基本风压ω0=0.35kN/m2，由规范查得（迎风面）和（背风面）。风压高度系数µz取值按B类地面。规范规定，对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋结构，应采用风振系数来考虑风压脉动的影响。本结构h=24.7取值1.0。hiw为下层柱高，hj为上层柱高，对于顶层为女儿墙高度的2倍。迎风面的宽度，B＝7.0。框架结构分析时，按静力等效原理将分布风荷载转化为节点集中荷载，计算过程见下表4－1。其中z为节点到室外地面的高度。表4－1　集中风荷载标准值层次z/m/mWk/kn624.71.241.31.00.353.02.411.12520.81.191.31.00.353.03.011.85416.91.081.31.00.353.03.010.763131.011.31.00.353.03.010.0629.11.01.31.00.353.03.09.9615.21.01.31.00.354.53.012.46(2)、风荷载作用下的水平侧移验算93 培训会务中心设计1、侧移刚度D计算见表4－2。构件名称楼层相对抗剪刚度边柱底层其余层0.440.76中柱底层其余层0.5212、风荷载作用下层间剪力及侧移计算由式计算层间剪力，然后据框架的层间侧移刚度，再按式和式计算各层的相对侧移和绝对侧移，计算过程见表4－3。表4-3　风荷载作用下层间剪力及侧移计算93 培训会务中心设计楼层Vj(kN)∑Dj(kN/m)hj(mm)Δuj(mm)uj(mm)Δuj/hi[Δu/h]六层13.595.28×10439000.2665.261/146611/500五层23.635.28×10439000.455.01/86661/500四层32.955.28×10439000.624.551/62901/500三层42.245.28×10439000.83.931/48751/500二层51.535.28×10439000.983.131/39801/500一层61.872.88×10452002.152.151/24191/500本框架结构总高度（从基础顶面算起）：H＝5.2＋3.9×5＝24.7（m）框架顶点侧移量u＝5.26（mm）u/H＝5.26/24700＝1/4696＜[1/650]，满足“规范”要求。(3)、风荷载作用下内力计算框架在风荷载下的内力用D值法进行计算。1、反弯点的高度：各柱反弯点高度比y按式确定，其中底层柱需考虑修正值，第二层柱需考虑修正值，其余柱均无修正，具体计算过程及结果见表4-4。93 培训会务中心设计表4-4　风载作用下的柱反弯点高度层柱Hiy0y1y2y3yyh/m6边柱A3.30.560.250000.250.75中柱B3.31.40.360000.361.08中柱C3.31.50.340000.341.11边柱D3.30.650.270000.270.815边柱A3.30.560.350000.351.08中柱B3.31.40.420000.421.26中柱C3.31.50.430000.431.29边柱D3.30.650.370000.371.114边柱A3.30.560.400000.401.20中柱B3.31.40.450000.451.35中柱C3.31.50.450000.451.35边柱D3.30.650.400000.401.203边柱A3.30.560.450000.451.35中柱B3.31.40.470000.471.41中柱C3.31.50.480000.481.44边柱D3.30.650.450000.451.352边柱A3.30.560.5000.0500.551.65中柱B3.31.40.5000.0500.551.65中柱C3.31.50.5000.0500.551.65边柱D3.30.650.5000.0500.551.651边柱A4.21.060.6500-0.050.603.42中柱B4.22.670.5500-0.050.502.85中柱C4.22.860.5500-0.050.502.85边柱D4.21.230.6200-0.050.673.2593 培训会务中心设计2、根据各柱分配到的剪力及反弯点的位置计算柱端弯矩，再由柱端弯矩根据节点平衡求梁端弯矩。公式为和边跨梁端弯矩为中柱梁端弯矩为风荷载作用下框架结构内力计算过程见表4-5，表4-6，表4-7。表4-5　风荷载作用A、D轴对应的横向中框架各柱剪力及弯矩层数Ｖi/(kN)∑Ｄ(N/mm)Dim(N/mm)Vim（kN）yh/(m)M上/(kN·m)M下/(kN·m)M总/(kN·m)613.5959280109442.990.817.114.5511.66523.6359280109445.21.119.139.1318.26432.9559280109447.251.2013.8513.8527.7342.2459280109449.291.3518.1218.1236．24251.53592801094411.341.6522.1122.1144.22161.8716023352414.233.2531.0842.927493 培训会务中心设计表4-5　风荷载作用B、C轴对应的横向中框架各柱剪力及弯矩层数Ｖi/(kN)∑Ｄ(N/mm)Dim(N/mm)Vim（kN）yh/(m)M上/(kN·m)M下(kN·m)M总/(kN·m)613.5959280100323.810.758.178.1716.34523.6359280100326.621.0812.9112.9125.82432.9559280100329.231.2018.018.036342.24592801003211.831.3523.0723.0746.14251.53592801003214.431.6528.1428.1456.28161.8716023339116.73.4239.0839.0878.163、风荷载作用下框架结构弯矩、剪力、轴力图如图4.1、4.2、4.3所示。93 培训会务中心设计图4.1风荷载作用下框架图93 培训会务中心设计图4.2风荷载作用下框架图（单位：）93 培训会务中心设计图4.3风荷载作用下框架图（单位）93 培训会务中心设计4.4　地震作用的计算该建筑的主体结构高度为21.9m，且质量和刚度沿高度均匀分布，故可采用底部剪力法进行计算水平地震作用。4.4.1地震荷载计算屋面梁处：GEW＝结构和构件自重＋50％雪荷载楼面梁处：GEU＝结构和构件自重＋50％活荷载其中构件和结构自重取楼面上、下1/2层高范围内（屋面梁处取顶层的一半）的结构和构件的重（包括纵、横梁自重，楼板结构层及构造层，纵横墙体及柱等自重）。根据公式GE＝Gk＋∑ΨQiQjk计算，其中活荷载和雪荷载的组合值系数ΨQi取值为0.5。GE1＝外墙自重＋内墙自重＋楼板自重＋梁自重＋柱自重＋50%活载＝5.37×5.7×40+1.93×[(2.7+3.6)×10+16.5×2+3×2+51.6×3]+15.96×(6.5+51.6)×2+16.73×[(3.6+2.7)×10+51.6]+3×2×8.56+3.37×51.6×10.5+2.0×51.6×10.5×50%=1224.36+495.62+2173.75+1917.27+51.9+541.8=6962.90kNGE2＝GE3＝GE4＝外墙自重＋内墙自重＋楼板自重＋阳台自重＋梁自重＋柱自重＋50%活载＝5.37×3×40+2.60×51.6×4+1.93×10.5×16+1.04×(2.7+3.6)×6×3.37×51.6×10.5+[2.1×3.37×6+(2.1+2.1+1.8)×5.18×3+(1.3+1.8+0.4)×6×10.98]×2+11.02×(10.5+3.6+4.2+10.5+2.6)×6+3.32×(1.5×3.9+1.2×3.4)×6+2.0×51.6×10.5×50%＝644.4+536.64+324.24+39.31+1825.87+366.28+2076.17+541.8＝8266.9kNGE顶＝外墙自重＋内墙自重＋屋面板自重＋天沟自重＋女儿墙自重＋梁自重＋柱自重＋突出屋面重＋50%雪荷载93 培训会务中心设计＝6.34×51.6×10.5+2.60×51.6×4+1.93×10×10.5+(1.85+6.67)×(51.6+10.5)×2+0.35×51.6×10.5×50%=3421.70+536.64+202.65+1058.10+94.82=8429.5kN4.4.2、框架自振周期的计算框架自振周期可采用假象顶点位移法计算，对于民用框架和框架抗震墙房屋，也可按下列经验公式计算：式中H—房屋主体结构的高度（m），H＝24.7mB－房屋震动方向的长度，在计算横向水平地震作用时，为房屋宽度取17.0m则T1=0.33+0.00053×24.7²／17½=0.424.4.3多遇水平地震作用标准值及位移计算由于设防烈度为7度，抗震等级为三级，近震，场地土为І类，由«建筑抗震设计规范（GBJ11－89）»，表4.1.4－1和表4.1.4－2可查得»αmax=0.012，则横向地震影响系数：α=（Tg／T）0.9η2βmax=0.68由抗震规范可知对于多质点体系，结构底部总横向水平地震作用标准值为各质点的水平地震作用按下式计算：93 培训会务中心设计计算得作用遇各质点横向水平地震作用标准值如表4－6：表4－6横向的计算层GiHiGiHi∑GiHiFi6540024.2111780499590506.65660020.3116820529.44660016.497020439.73660012.577220350.0266008.657420260.2169004.739330211.84.4.4框架水平位移计算用于横向框架计算得侧移刚度D值计算结果见表4－7。表4－7横向D值的计算层构件名称2～5中柱C0.4118696边柱B0.2210032中柱D0.4319608边柱E0.2410944层93 培训会务中心设计构件名称底层中柱C0.684521边柱B0.53391中柱D0.694587边柱E0.533524框架侧移验算多遇地震作用下框架层间弹性位移应符合下式条件：－多遇地震作用标准值产生的楼层间最大的弹性层间位移。第i层层间弹性位移式中，为楼层点地震剪力；为第i层第k柱的抗侧刚度。则地震作用下框架侧移计算如表4－8：93 培训会务中心设计表4－8地震作用下框架侧移计算层次FiVi∑D∆uehi∆ue/hi6506.6506.65928000.00013.91/300005529.41036.05928000.00193.91/15794439.71425.75928000.00283.91/10713350.01755.75928000.00343.91/8822260.21998.95928000.00383.91/7891211.82209.71602300.01074.71/580则1/580<1/550知本设计抗震侧移满足规范要求。4.4.5地震作用下内力计算框架在地震下的内力用D值法进行计算。1、反弯点的高度：各柱反弯点高度比y按式确定，其中底层柱需考虑修正值，第二层柱需考虑修正值，其余柱均无修正，具体计算过程及结果见表4-9。93 培训会务中心设计表4-9　地震作用下的柱反弯点高度层柱Hiy0y1y2y3yyh/m6边柱A3.90.560.250000.250.75中柱B3.91.40.360000.361.08中柱C3.91.50.340000.341.11边柱D3.90.650.270000.270.815边柱A3.90.560.350000.351.08中柱B3.91.40.420000.421.26中柱C3.91.50.430000.431.29边柱D3.90.650.370000.371.114边柱A3.90.560.400000.401.20中柱B3.91.40.450000.451.35中柱C3.91.50.450000.451.35边柱D3.90.650.400000.401.203边柱A3.90.560.450000.451.35中柱B3.91.40.470000.471.41中柱C3.91.50.480000.481.44边柱D3.90.650.450000.451.352边柱A3.90.560.5000.0500.551.65中柱B3.91.40.5000.0500.551.65中柱C3.91.50.5000.0500.551.65边柱D3.90.650.5000.0500.551.651边柱A4.71.060.6500-0.050.603.42中柱B4.72.670.5500-0.050.502.85中柱C4.72.860.5500-0.050.502.85边柱D4.71.230.6200-0.050.673.252、根据各柱分配到的剪力及反弯点的位置计算柱端弯矩，再由柱端弯矩根据节点平衡求梁端弯矩。公式为和边跨梁端弯矩为93 培训会务中心设计中柱梁端弯矩为地震作用下框架结构内力计算过程见表4-10，表4-11，表4-12。表4-10地震作用下A、D柱端弯矩计算层数Ｖi/(kN)∑Ｄ(N/mm)Dim(N/mm)Vim（kN）yh/(m)M上/(kN·m)M下/(kN·m)M总/(kN·m)6696.295.28×1041094410.120.8124.0815.3939.4751522.985.28×1041094418.761.1140.2432.9273.1642349.675.28×1041094425.781.251.2849.27100.5533176.365.28×1041094431.171.3560.7860.78121.5624003.055.28×1041094434.951.6568.1568.15136.314846.02.88×104352438.843.2524.83117.14141.97表4-11　地震作用下中柱B剪力和梁柱端弯矩计算93 培训会务中心设计层数Ｖi/(kN)∑Ｄ(N/mm)Dim(N/mm)Vim（kN）yh/(m)M上/(kN·m)M下/(kN·m)M左(kN·m)M右/(kN·m)6506.65.28×1041869612.891.0827.6522.6212.1418.5251036.05.28×1041869623.881.2646.5746.5729.4944.7641425.75.28×1041869632.81.3563.9663.9645.9169.6731755.75.28×1041869639.671.4177.3677.3659.1989.8421998.95.28×1041869644.481.6586.7486.7464.9498.5612209.72.88×104452145.62.85106.7130.42112.12170.153、地震作用下框架结构弯矩、剪力、轴力图如图4.4、4.5、4.6所示。93 培训会务中心设计图4.4地震作用下框架图93 培训会务中心设计图4.5地震载作用下框架图（单位）93 培训会务中心设计图4.6地震作用下框架图（单位）93 培训会务中心设计4.5内力组合本结构考虑了三种种内力组合方式，即：①1.2SGk＋1.4SQk②1.2SGk＋0.9（1.4SQk＋1.4SWk）③（1.2SGk＋1.3SEhk）或（1.0SGk＋1.3SEhk）本框架取值：梁端弯矩取0.75；梁、柱剪力取0.85；柱端弯矩及轴力的取值：轴压比小于0.15时，＝0.75，轴压比不小于0.15时，＝0.80，经计算，仅第五、第六层的柱轴压比小于0.15，其余各层均大于0.15，故仅对第五、第六层柱的柱端弯矩及轴力取＝0.75，其余各层取＝0.80。在前面的计算中，SGk、SQk、SWk及SEhk均已求得，现只需对其进行组合即可，组合时，考虑风向及地震力方向可能向左，也可能向右两种情况，即考虑其最不利作用。对于梁端弯矩，由于重力荷载产生的弯矩对结构有利，故与地震作用组合时取1.0，即此时的梁端弯矩为M＝1.3MEh－1.0MGE。由于框架轴剪力相对较小，经试算，构造配筋已足够抗剪，故对框架柱剪力不予组合。对于需考虑地震作用的组合项，已按“规范”要求进行了调整，即对柱上、下端的弯矩设计值有：a、底层：按考虑地震作用的弯矩设计值乘以系数1.15b、其余层：∑Mc＝1.1∑Mb（三级抗震等级）框架梁、柱内力组合结果见表4-11及表4-12。93 培训会务中心设计表4-11　　框架梁内力组合表（单位：M－kN·m，V－kN）楼层构件名称截面位置内力各种作用效应下的内力标准值内力组合项内力设计值SGkSQkSWkSEhk①②③六层边跨梁A端M-48.91—±7.11±24.08-58.69-49.73-67.65-13.20-67.50-67.65V99.98—1.655.57119.98+122.06+108.14122.06跨中M+125.09—±1.35±4.58+150.11+151.81+148.41+117.05+108.12+151.81B端M-87.32—4.4114.93-104.78-110.34-99.22-93.1450.93-110.34V112.18—1.655.57134.61136.69-120.57136.69中跨梁B端M-50.5—±3.76±12.72-60.6-55.86-65.34-25.47-57.85-65.34V43.0—2.518.4851.654.7653.2354.76跨中M-23.86—00-23.86-23.86-17.90-23.86五层边跨梁A端M-69.83-19.0±15.7±55.63110.40-87.95-127.52+1.87-117.09+1.87-127.52V103.1927.753.7513.28162.68163.52119.93163.52跨中M+114.98+31.61±2.56±9.14+182.23+181.03+174.58+112.35+94.57+182.23B端M-91.17-27.8610.5837.36-148.41-157.84-131.18-118.48-31.95-157.84V109.9634.983.7513.28180.92180.75126.83180.92中跨梁B端M-38.08-17.20±9.02±31.83-69.78-56.0-78.73+2.47-65.31+2.47-78.73V31.626.236.0121.2274.6478.5455.6878.54跨中M-18.62-7.8600-33.35-32.25-22.34-33.35边跨梁A端M-69.83-19.0±23.55±84.20110.40-78.06-137.41+29.72-144.94+29.72-144.9493 培训会务中心设计四层V103.1927.755.5720.56162.68166.04127.97166.04跨中M+114.98+31.61±3.43±12.26+182.23+182.13+173.48+115.40+91.53+182.23B端M-91.17-27.8616.6959.69-148.41-165.54-123.48-140.25-10.18-165.54V109.9634.985.7520.56180.92183.27134.88183.27B端M-38.08-17.2±14.22±50.84-69.78-49.45-85.29+21.01-83.84+21.01-85.29中跨梁V31.626.239.4833.8974.6482.9169.6882.91跨中M-18.62-7.8600-33.35-32.25-22.34-33.35三层边跨梁A端M-69.83-19.0±31.97±84.20110.40-78.09-137.41+29.72-144.94+54.93-170.15V103.1927.757.7420.56162.68166.04127.97168.55跨中M+114.98+31.61±4.90±12.26+182.23+182.13+173.48+115.4+91.53+183.98B端M-91.17-27.8622.1859.69-148.41-165.54-123.48-140.25-10.18+6.02-172.45V109.9634.987.7420.56180.92183.27134.88185.78中跨梁B端M-38.08-17.2±18.89±50.84-69.78-49.45-85.29+21.01-83.84+34.82-97.66V31.626.2312.5933.8974.6482.9169.6886.83跨中M-18.62-7.8600-33.35-32.25-22.34-33.35二层边跨梁A端M-69.83-19.0±40.23±128.93-110.40-57.05-158.43+73.33-188.55+73.33-188.55V103.1927.759.7031.08112.68171.02139.60171.02跨中M+114.98+31.61±6.29±20.16+182.23+185.73+169.88+123.14+83.83+185.73B端M-91.17-27.8627.6588.01-148.41-179.35-109.67-168.45+18.02+18.02-179.35V109.9634.989.7031.08180.92188.25164.50188.25中跨梁B端M-38.08-17.22±23.56±75.4969.78-37.68-97.05+45.04-107.87+45.04-107.87V31.6026.2315.7150.3374.6490.7687.8590.76跨中M-18.62-7.8600-33.35-32.25-22.34-33.35一边跨A端M-66.19-18.03±53.19±152.98-104.67-35.13-169.17+99.51-208.73+99.51-208.7393 培训会务中心设计层梁V102.6132.2012.7836.78168.21179.81145.30179.81跨中M+116.57+32.06±8.45±24.26+184.77+190.93+169.63+128.57+81.26+190.93B端M-91.17-27.9136.30104.46-148.48-190.31-98.83-183.90+33.47+33.47-190.31V110.5435.1712.7836.78181.98193.07153.39193.07中跨梁B端M-38.52-17.67±30.92±88.98-70.96-29.53-107.45+57.87-121.42+57.87-121.42V31.626.5220.6159.3275.0597.3097.7897.78跨中M-19.10-7.9800-34.09-32.97-22.92-34.09表4-12　　框架柱内力组合表(单位M—kN·mN—kN)楼层构件名称截面位置内力各种作用效应组合项内力设计值SGkSQkSWkSEhk①②③六层边柱柱顶MMmax+63.01+2.367.1124.08+78.91+87.54+80.19Nmax相应的M+63.01+2.36+78.91+87.54+80.19NNmax+130.28—1.655.57+156.34+158.42+122.68Mmax相应的N+130.28—+156.34+158.42+122.68柱底MMmax+52.39+10.564.5515.39+77.65+81.91+62.16Nmax相应的M+52.39+10.56+77.65+81.91+62.16NNmax+150.28—1.655.57+180.34+180.42+140.68Mmax相应的N+150.28—+180.34+180.42+140.68中柱柱顶MMmax-48.18-2.158.1727.65-60.82-70.82-70.32Nmax相应的M-48.18-1.41-59.79-49.30-16.40NNmax+172.05—0.862.91+206.46+207.54+157.68Mmax相应的N+172.05—+206.46+205.38+152.01柱底MMmax-40.38-8.736.6922.62-60.67-67.89-58.4Nmax相应的M-40.38-5.75-56.5-51.03-14.29NNmax+193.3—0.862.91+231.96+233.04+176.81Mmax相应的N+193.3—+231.96+230.88+171.1393 培训会务中心设计五层边柱柱顶MMmax+48.5+13.211.1540.2476.6888.8882.88Nmax相应的M+48.5+13.276.6888.8882.88NNmax+299.07+27.55.418.85397.73400.65287.54Mmax相应的N+299.07+27.5397.73400.65287.54柱底MMmax+48.5+13.29.1332.9276.6886.3475.75Nmax相应的M+48.5+13.276.6886.3475.75NNmax+319.07+27.55.418.85421.73424.6305.54Mmax相应的N+319.07+27.5421.73424.6305.54中柱柱顶MMmax-37.33-11.0612.9146.57-60.2875.0-79.0Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-37.7811.81NNmax+379.82+52.463.1210.85529.23525.81352.42Mmax相应的N+379.82+28.95496.31488.33331.26柱底MMmax-37.33-11.0612.9146.57-60.28-75.0-79.0Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-37.7811.81NNmax+401.07+52.463.1210.85554.73551.31371.54Mmax相应的N+401.07+28.95521.81513.83350.38四层边柱柱顶MMmax48.513.214.251.2876.6893.099.89Nmax相应的M48.513.276.6893.099.89NNmax467.8555.511.1539.41639.12645.4490.12Mmax相应的N467.8555.5639.12645.4490.12柱底MMmax48.513.213.8549.2776.6892.2897.8Nmax相应的M48.513.276.6892.2897.8NNmax487.8555.511.1539.41663.12669.4509.32Mmax相应的N487.8555.5663.12669.4509.32中柱柱顶MMmax-37.33-11.0618.063.96-60.28-81.41-102.36Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-31.3630.68NNmax587.58104.936.8524.18852.0845.94589.22Mmax相应的N587.5846.43770.1754.97538.93MMmax-37.33-11.0618.063.96-60.28-81.41-102.3693 培训会务中心设计柱底Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-31.3630.68NNmax608.83104.936.8524.18877.5871.44609.62Mmax相应的N608.8346.43795.6780.47559.33三层柱柱顶MMmax48.513.218.1260.7876.6897.66109.77Nmax相应的M48.513.276.6897.66109.77NNmax636.6383.2518.8966.03880.51892.65679.84Mmax相应的N636.6355.5841.66957.69679.84柱底MMmax48.513.218.1260.7876.6897.66109.77Nmax相应的M48.513.276.6897.66109.77NNmax656.6383.2518.8966.03904.51916.65699.04Mmax相应的N656.6355.5865.66881.69699.04中柱柱顶MMmax-37.33-11.0623.0777.36-60.28-87.8-116.29Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-24.9844.62NNmax795.35157.3911.9740.91174.771167.81806.07Mmax相应的N795.3575.381059.951034.32721.0柱底MMmax-37.33-11.0623.0777.36-60.28-87.2-116.29Nmax相应的M-37.33-7.34-55.07-24.9844.62NNmax816.6157.3911.9740.91200.271193.31826.47Mmax相应的N816.675.381085.451059.82741.4二边柱柱顶MMmax48.9813.322.1168.1577.44103.43117.993 培训会务中心设计层Nmax相应的M48.9813.377.44103.43117.9NNmax805.42111.028.5997.111121.91142.39874.2Mmax相应的N805.4255.51044.21072.46874.2柱底MMmax50.2613.6922.1168.1579.48105.42119.13Nmax相应的M50.2613.6979.48105.42119.13NNmax825.42111.029.5997.111145.91166.39893.4Mmax相应的N825.4255.51068.21096.46893.4中柱顶MMmax-37.87-11.2128.1486.74-61.1495.03-126.56柱Nmax相应的M-37.87-7.47-55.971.4953.85NNmax1003.12209.8617.9860.151497.551490.821025.55Mmax相应的N1003.1292.861333.751298.09900.44柱底MMmax-39.27-11.6128.1486.74-63.38-97.21-127.91Nmax相应的M-39.27-7.84-58.1-21.5552.51NNmax1024.37209.8617.9860.151523.051516.321045.95Mmax相应的N1024.3792.861359.251323.6920.84一层边柱顶MMmax32.878.9531.0884.8351.9789.88119.78Nmax相应的M32.878.9551.9789.88119.78NNmax973.62138.641.37133.891290.381323.111016.32Mmax相应的N973.6283.251212.891253.371016.32柱底MMmax16.434.4842.92117.1425.9979.44137.6Nmax相应的M16.434.4825.9979.44137.6NNmax1001.74138.641.37133.891396.131428.851100.92Mmax相应的N1001.7483.251318.641359.111100.92中柱柱顶MMmax-27-7.9839.08106.7-43.57-91.70-136.89Nmax相应的M-27-5.18-39.6510.3185.05NNmax1211.47262.7325.8182.691821.591817.321249.01Mmax相应的N1211.47121.811624.31574.721077.01柱底MMmax-13.5-3.9947.76130.42-21.79-81.41-148.6Nmax相应的M-13.5-2.59-19.8340.71122.68NNmax1240.84262.7325.8182.691856.831852.571277.2Mmax相应的N1240.84121.811659.541609.971105.214.6框架梁的截面设计4.6.1框架梁正截面设计纵向受拉筋最小配筋率计算：①跨中，“规范”要求，（百分率）取0.2和45ft/fy中较大值，本框架采用C35混凝土和二级钢筋，ft＝1.57N/mm2，fy=360N/mm2，45ft/fy＝45×1.57÷360＝0.20，所以框架梁跨中受拉筋最小配筋率取0.20％；②支座处，“规范”要求，（百分率）取0.25和55ft/fy中较大值，,55ft/fy＝55×1.57÷360＝0.2493 培训会务中心设计，所以框架梁支座处受拉筋最小配筋率取0.25％。在框架梁的正弯矩计算时，按T形截面考虑，T形截面的bf＇为：边跨，bf＇＝/3＝7000/3＝2333（mm），取为2300mm；中跨，bf＇＝/3＝3000/3＝1000（mm），取1000mm。“规范”要求：①三、四级抗震等级，沿梁全长顶面和底面至少应各配置两根通长的纵向钢筋，钢筋直径不应小于12mm；②框架梁抗震要求≤0.35；③框架梁梁端载面的底部和顶部纵向受力钢筋截面面积的比值，除按计算确定外，二、三抗震等级不应小于0.3；④边跨梁腹板高度因大于450，按要求应配置构造筋，故在梁腹板三分点处每侧配置两根12钢筋。⑤梁端混凝土受压区高度，要求二、三级抗震等级≤0.35h0,且梁端纵向受拉钢筋的配筋率不应大于2.5％(经验算，所有框架梁均满足该要求，故在后面的计算表中未列出）。框架梁正截面设计计算见表4-13。表4-13框架梁正截面设计计算表楼层构件名称截面位置弯矩值(kN·m)b(bf")(mm)h0(mm)(%)As,min(mm2)计算As(mm2)选配钢筋实配As(mm2)六层边跨梁A端-67.653006650.0360.0360.350.26546346214+214616跨中+151.8123006650.010.010.350.21441739214+216710B端-110.343006650.0580.060.350.26564571214+214616中跨梁B端-65.343004650.070.0730.350.26390486214+214616跨中-23.863004650.0260.0260.350.21315173214308五层边跨梁A端+1.872300665————————-127.523006650.0670.0690.350.26546656214+216710跨中+182.2323006650.0130.0130.350.21441948214+220936B端-157.843006650.0830.0870.350.26546827214+21881793 培训会务中心设计中跨梁B端+2.471000465————————-78.733004650.0850.0890.350.26390592214+218817跨中-33.353004650.0360.0370.350.21315246214308四层边跨梁A端+29.722300665————————-144.943006650.0760.0790.350.26546751214+216710跨中+182.2323006650.0130.0130.350.21441948214+220936B端-165.543006650.0870.0910.350.26546865214+218817中跨梁B端+21.0110004650.0080.0080.350.26390177214308-85.293004650.0920.0970.350.26390645214+218817跨中-33.353004650.0360.0370.350.21315246214308三层边跨梁A端+54.932300665————————-170.153006650.090.0940.350.26546894216+216+114958跨中+183.9823006650.0130.0130.350.21441948214+220936B端+6.022300665————————-172.453006650.0910.0960.350.26546913216+216+114958中跨梁B端+34.8210004650.0110.0110.350.26390244216402-97.663004650.1050.1110.350.26390738216+216+114958跨中-33.353004650.0360.0370.350.21315246216402二层边跨梁A端+73.332300665————————-188.553006650.0990.1040.350.26546989216+216+114958跨中+185.7323006650.0130.0130.350.21441948214+220936B端+18.022300665————————-179.353006650.0950.10.350.26546951216+216+114958中跨梁B端+45.0410004650.0150.0150.350.26390332216402-107.873004650.1160.1240.350.26390825216+216+114958跨中-33.353004650.0360.0370.350.21315246216402一边跨A端+99.512300665————————93 培训会务中心设计层梁-208.733006650.110.1170.350.265461113216+216+1181059跨中+190.9323006650.0130.0130.350.21441948214+220936B端+33.472300665————————-190.313006650.10.1060.350.265461008216+216+1181059中跨梁B端+57.8710004650.0190.0190.350.26390421216402-121.423004650.1310.1410.350.26390938216+216+1181059跨中-34.093004650.0380.0390.350.213152592164024.6.2框架梁斜截面设计1、截面限制条件验算。①hw/b≤4时，V≤0.25fcbh0；②考虑地震作用组合，当跨高比/h＞2.5时，应有V≤0.2fcbh0/，经验算，满足上述要求。2、最小配箍率计算。沿梁全长配箍率≥0.26ft/fyv＝0.26×1.43÷210＝0.18％3、构造要求。箍筋加密区长度取1.5h和500中较大值，故：边跨取1050，中跨取750；箍筋加密区最大箍筋间距取纵筋直径的8倍和梁高的1/4和150中的最小值，本框架取为100；所有箍筋均选为8。由框架梁内力组合表可以看出，在考虑后，地震组合的剪力并不起控制作用，故斜截面设计按不考虑地震组合进行，但构造配筋应满足抗震要求，计算结果见表4-14（计算公式为）。表4-14　　框架梁斜截面设计计算表楼层构件名称截面位置V(kN)b(mm)h0(mm)(%)计算(mm)加密区非加密区实配箍筋(%)实配箍筋(%)六边跨梁A端122.063006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.2293 培训会务中心设计层B端136.693006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端54.763004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22五层边跨梁A端163.523006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22B端180.923006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端78.543004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22四层边跨梁A端166.043006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22B端183.273006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端82.913004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22三层边跨梁A端168.553006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22B端185.783006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端86.833004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22`边跨梁A端171.023006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22B端188.253006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端90.763004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22一层边跨梁A端179.813006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22B端193.073006650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.22中跨梁B端97.303004650.18＜08@100,四肢0.678@150,双肢0.224.7框架柱截面设计1、纵向受力钢筋最小配筋率。根据“规范”93 培训会务中心设计要求，对于三级框架，框架柱中全部纵向钢筋的配筋百分率不应小于①角柱：0.9％；②其余柱0.7％；③每一侧的配筋百分率0.2％。2、箍筋的设置。因各柱的剪力均不大，经试算按构造配筋足够，故无需计算，仅按构造配筋即可；考虑抗震等级，选定所有箍筋直径均为8，柱端加密区箍筋间距为100，非加密区箍筋间距为150；加密区长度：①底层柱底从基础顶面往上1800，②底层柱顶从梁底往下750，③其余各柱的柱顶及柱底均为550，④梁柱相交部分应加密。3、框架柱计算长度。底层柱：＝1.0H＝1.0×5200＝5200（mm）其余各层柱：＝1.25H＝1.25×3900＝4875（mm）4、计算方法。框架柱正截面设计计算采用“规范”提供的公式。当对称配筋时，受压区高度，当时，为大偏心受压，当时，为小偏心受压。对于大偏心受压状态，当时，由公式可求得，其中当时，由公式求得，其中，93 培训会务中心设计对于小偏心受压状态，需重新计算，按下面公式计算：此处，对于C30混凝土，＝1.0，＝0.8。于是由可求得当计算所得或小于构造要求的最小配筋面积时，按构造要求选配钢筋，并考虑施工的方便性。计算过程及结果见表4-15。表4-15框架柱正截面设计计算表(单位M—kN·mN—kN)楼层构件名称截面位置内力值b(mm)h(mm)l0(mm)ei(mm)偏心类别ρmin(%)计算As=As＇(mm2)造配钢筋实配As=As＇(mm2)ρ(%)单侧全部单侧全部六层边柱柱顶5005004875573大偏心0.20.74962162147100.280.81柱底5005004875469大偏心0.20.74202162147100.280.81中柱柱顶5005004875365大偏心0.20.73032162147100.280.815005004875258大偏心0.20.71302162147100.280.81柱底5005004875314大偏心0.20.72482162147100.280.815005004875239大偏心0.20.71112162147100.280.81五边柱柱顶5005004875242大偏心0.20.72012162147100.280.8193 培训会务中心设计层柱底5005004875223大偏心0.20.71502162147100.280.815005004875282大偏心0.20.72722162147100.280.81中柱柱顶5005004875124大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875268大偏心0.20.72482162147100.280.815005004875119大偏心0.20.7＜02162147100.280.81四层边柱柱顶5005004875244大偏心0.20.72542162147100.280.815005004875164大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875231大偏心0.20.72122162147100.280.815005004875158大偏心0.20.7＜02162147100.280.81中柱柱顶5005004875229大偏心0.20.72152162147100.280.81500500487591大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875221大偏心0.20.71892162147100.280.81500500487589大偏心0.20.7＜02162147100.280.81三层边柱柱顶5005004875198大偏心0.20.71422162147100.280.815005004875129大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875193大偏心0.20.71262162147100.280.815005004875127大偏心0.20.7＜02162147100.280.81中柱柱顶5005004875197大偏心0.20.71662162147100.280.81500500487567大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875193大偏心0.20.71502162147100.280.81500500487566大偏心0.20.7＜02162147100.280.81二5005004875168大偏心0.20.7732162147100.280.8193 培训会务中心设计层边柱柱顶5005004875111大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875167大偏心0.20.7732162147100.280.815005004875110大偏心0.20.7＜02162147100.280.81中柱柱顶5005004875175大偏心0.20.71332162147100.280.81500500487557大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005004875173大偏心0.20.71342162147100.280.81500500487558大偏心0.20.7＜02162147100.280.81一层边柱柱顶5005005200156大偏心0.20.7972162147100.280.81500500520088大偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005005200164大偏心0.20.72282162147100.280.81500500520076大偏心0.20.7＜02162147100.280.81中柱柱顶5005005200166大偏心0.20.71842162147100.280.81500500520042小偏心0.20.7＜02162147100.280.81柱底5005005200175大偏心0.20.73272162147100.280.81500500520031小偏心0.20.7＜02162147100.280.814.8现浇板设计4.8.1屋面板设计。取③～④轴线间的板带计算。板的计算跨度取轴线间距，示意图如下：93 培训会务中心设计a.A区格板计算。＝6600，＝7500，/＝7500/6600＝1.14＜2，按双向板计算，板厚h＝140。①荷载。前已算得，恒载标准值g=5.06kN/m2，活载标准值q=0.5kN/m2，取1m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×5.06＋1.4×0.5）＝6.77kN/m。②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。＝0.0356×6.77×4.52＝4.88kN·m＝0.00855×6.77×4.52＝1.17kN·m＝―0.078×6.77×4.52＝－10.69kN·m＝―0.0571×6.77×4.52＝－7.83kN·m考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：93 培训会务中心设计＝4.88＋10.69×（1－0.85）＝6.48kN·m＝1.17＋7.83×（1－0.85）＝2.34kN·m＝―10.69×0.85＝－9.09kN·m＝―7.83×0.85＝－6.66kN·m配筋计算如下：相应于：＝80mm，＝0.0708，＝0.0735，＝400mm2。选配8＠125，实配＝412mm2。相应于：＝70mm，＝0.0334，＝0.034，＝162mm2。选配6＠180，实配＝164mm2。相应于：＝80mm，＝0.0993，＝0.105，＝572mm2。选配8＠90，实配＝566mm2。相应于：＝80mm，＝0.0728，＝0.0757，＝412mm2。选配6＠100，实配＝393mm2。b.B区格板计算。＝6000，＝2000，/＝6000/2000＝3＞2，按单向板计算，板厚h＝140。①荷载。前已算得，恒载标准值g=5.06kN/m2，活载标准值q=0.5kN/m2，取1m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×5.06＋1.4×0.5）＝6.77kN/m。②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。＝0.0076×6.77×2.72＝0.38kN·m93 培训会务中心设计＝0.0367×6.77×2.72＝1.81kN·m＝―0.0571×6.77×2.72＝－2.82kN·m＝―0.0793×6.77×2.72＝－3.91kN·m考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：＝0.38＋2.82×（1－0.85）＝0.8kN·m＝1.81＋3.91×（1－0.85）＝2.4kN·m＝―2.82×0.85＝－2.4kN·m＝―3.91×0.85＝－3.32kN·m配筋计算如下：相应于：＝70mm，＝0.0114，＝0.0115，＝55mm2。按构造选配6＠200，实配＝141mm2。相应于：＝80mm，＝0.0262，＝0.0266，＝145mm2。选配6＠180，实配＝164mm2。相应于：＝80mm，＝0.0262，＝0.0266，＝145mm2。按构造选配8＠200，实配＝251mm2。相应于：＝80mm，＝0.0363，＝0.037，＝202mm2。按构造选配8＠200，实配＝251mm2。4.8.2楼面板设计。仍取③～④轴线间的板带计算。板的计算跨度取轴线间距，示意图如下：93 培训会务中心设计a.A区格板计算。＝6600，＝7500，/＝7500/6600＝1.14＜2，按双向板计算，板厚h＝120。①荷载。前已算得，恒载标准值g=3.99kN/m2，活载标准值q=1.8kN/m2，取1m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×3.99＋1.4×1.8）＝7.31kN/m。②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。＝0.0356×7.31×4.52＝5.27kN·m＝0.00855×7.31×4.52＝1.27kN·m＝―0.078×7.31×4.52＝－11.55kN·m＝―0.0571×7.31×4.52＝－8.45kN·m考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：93 培训会务中心设计＝5.27＋11.55×（1－0.85）＝7.0kN·m＝1.27＋8.45×（1－0.85）＝2.54kN·m＝―11.55×0.85＝－9.82kN·m＝―8.45×0.85＝－7.18kN·m配筋计算如下：相应于：＝100mm，＝0.049，＝0.0503，＝343mm2。选配8＠140，实配＝359mm2。相应于：＝90mm，＝0.0219，＝0.0221，＝135mm2。选配6＠200，实配＝142mm2。相应于：＝100mm，＝0.0687，＝0.0712，＝485mm2。选配8＠100，实配＝503mm2。相应于：＝100mm，＝0.0502，＝0.0515，＝315mm2。选配6＠100，实配＝393mm2。b.B区格板计算。＝6600，＝2000，/＝6600/2000＝3.3＞2，按单向板计算，板厚h＝120。①荷载。前已算得，恒载标准值g=3.99kN/m2，活载标准值q=2.5kN/m2，取1m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×3.99＋1.4×2.5）＝8.29kN/m。②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。＝0.0076×8.29×2.72＝0.46kN·m93 培训会务中心设计＝0.0367×8.29×2.72＝2.22kN·m＝―0.0571×8.29×2.72＝－3.45kN·m＝―0.0793×8.29×2.72＝－4.79kN·m考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：＝0.46＋3.45×（1－0.85）＝0.98kN·m＝2.22＋4.79×（1－0.85）＝2.94kN·m＝―3.45×0.85＝－2.93kN·m＝―4.79×0.85＝－4.07kN·m配筋计算如下：相应于：＝90mm，＝0.0085，＝0.0085，＝52mm2。按构造选配6＠200，实配＝141mm2。相应于：＝100mm，＝0.0206，＝0.0208，＝142mm2。选配6＠200，实配＝141mm2。相应于：＝100m，＝0.02205，＝0.0207，＝141mm2。按构造选配8＠200，实配＝251mm2。相应于：＝100mm，＝0.0285，＝0.0289，＝197mm2。按构造选配8＠200，实配＝251mm2。4.9基础设计本框架采用柱下独立基础。基础高度初步拟定为：边柱基础为0.40米，中柱基础为0.40米；基础顶面尺寸按构造要求，即每边沿柱边放出50mm93 培训会务中心设计；基础混凝土强度等级为C35。地质及抗震基本情况：①抗震设防烈度为7度；②建筑场地类别：Ⅱ类场地土。4.9.1基础所受荷载计算1、由框架柱传递来的上部荷载。根据框架柱内力组合表可知，基础顶面所承受的剪力可由底层柱的柱顶弯矩与柱底弯矩之和除以柱高求得，根据“规范”式11.4.4-4，即可求得基础顶面的剪力。基础顶面所受荷载计算如下：①边柱。第一种组合，考虑地震作用：＝119.78kN·m，＝137.6kN·m，故（kN）此时，该组荷载值为：第二种组合，不考虑地震作用：（kN）该组荷载值为：②中柱。93 培训会务中心设计第一种组合，考虑地震作用：＝136.89kN·m，＝148.6kN·m，故（kN）此时，该组荷载值为：第二种组合，不考虑地震作用：（kN）此时，该组荷载值为：2、由基础梁传递来的荷载。由基础梁传递来的荷载包括竖向轴力N和由于偏心引起的弯矩M，由于拟将两中柱基础合并做成一个双柱基础，故中柱处基础梁传递来的竖向荷载所产生的偏心弯矩总值为零，计算中不需考虑。①边柱位置。a.边柱处纵向基础梁传递来的荷载计算。基础梁自重：0.3×0.5×（4.5－0.5）×25＝15kN底层外纵墙砌体：[（5.2－0.5－0.5）×（4.5－0.5）－2.4×3.0]×0.3×8＝23.04kN底层外纵墙抹灰（钢丝网）：[4.5×（3.9－1.0）－2.4×3]×0.025×22＝3.22kN外墙勒脚干挂花岗岩板装饰层：4.5×1.45×0.08×21＝10.96kN93 培训会务中心设计外保温层：[4.5×（3.9＋0.45）－2.4×3]×0.06×0.2＝0.15kN塑钢窗：2.4×3×0.45＝3.24kN　　　　合计：59.13kN传递至边柱基础的竖向荷载设计值为：N1＝59.13×1.2＝70.96kN弯矩设计值为：M1＝70.96×（0.5－0.3）÷2＝7.1kN·mb.边柱处横向基础梁传递来的荷载计算。基础梁自重：（7－0.5）×0.3×0.5×25＝24.38kN内横墙：（7－0.5）×（5.2－0.5－0.7）×0.2×8＝41.6kN内横墙双面抹灰：7×3.9×0.02×17×2＝18.55kN　　　　合计：84.53kN传递至边柱基础的竖向荷载设计值为：N2＝84.53×1.2÷2＝50.72kN弯矩设计值为：M2＝50.72×（0.25＋0.05）÷2＝7.61kN·m②中柱位置。a.中柱处纵向基础梁传递来的荷载计算。基础梁自重：（4.5－0.5）×0.3×0.5×25＝15kN底层内纵墙砌体：[（5.2－0.5－0.5）×（4.5－0.5－2.7×1.0）]×0.2×8＝22.56kN木门：2.7×1.0×0.2＝0.54kN内纵墙双面抹灰：（4.5×3.9－2.7×1.0）×0.02×17×2＝10.1kN　　　　合计：48.2kN传递至中柱基础的竖向荷载设计值为：N3＝48.2×1.2＝57.84kN弯矩设计值为：M3＝0.0kN·m93 培训会务中心设计b.中柱处横向基础梁传递来的荷载计算。基础梁自重：（3.0－0.5）×0.3×0.5×25＝9.38kN传递至中柱基础的竖向荷载设计值为：N4＝9.38×1.2÷2＝5.63kN弯矩设计值为：M4＝0.0kN·m3、基础荷载设计值。将柱端剪力乘以基础高度可得剪力对基础底部产生的弯矩，再将柱端的各组荷载值与基础梁传递来的荷载值重新组合即可得到基底荷载设计值。①边柱基础。一组荷载值二组荷载值②中柱基础。拟做双柱基础。一组荷载值组荷载值4.9.2边柱基础设计基础高度定为h＝400mm，底板边缘厚度取300mm。基础顶标高为－1.600m，室内外高差300mm。地基承载力修正：估算基础底面面积为b×l＝3×3＝9（m2），按“规范”提供的公式进行承载力修正（其中粗砂层的重度取19kN/m3，回填土层和粘土层的平均重度取17kN/m3）。93 培训会务中心设计故取＝325根据前面计算得到的两组荷载设计值，分别进行计算，最后选取配筋量较大的一组作为施工图绘制依据。计算过程及结果见表4-16。表4-16　　边柱基础设计计算表第一组第二组基本数据b＝3m，l＝2m，h0＝605mm，d＝1.5m，fa＝325kPa荷载设计值承载力验算＝（kPa)地基承载力满足要求。＝（kPa)地基承载力满足要求。93 培训会务中心设计抗冲切承载力验算（kPa)=1.03m2＝（0.5＋1.720）÷2＝1.11（m）满足抗冲切承载力要求。（kPa)=1.03m2＝（0.5＋1.720）÷2＝1.11（m）满足抗冲切承载力要求。板底弯矩计算底板配筋计算该组弯矩值较大，故选本组弯矩进行计算，计算结果为：实配钢筋：长边为1712，短边为1610，93 培训会务中心设计4.9.3中柱基础设计中柱基础为双柱基础，基础高度为h=400mm，底板边缘厚度为500mm，基础埋深d＝2000mm。经过对两组荷载进行试算后，第二组荷载值起控制作用，故选择第二组进行计算。由边柱基础的计算可知，本基础的抗冲切承载力也能满足，验算从略。取基础底面面积为：A＝b×l＝4.5×2.5＝11.25（m2）1、地基承载力修正。故取＝3362、地基承载力复核。＝（kPa)，地基承载力满足要求。4.9.4基础的冲切破坏验算初步确定采用独立承台基础，采用C25混凝土。取保护层厚度为50mm，则对柱截面h0=h-50=500mm-50mm=450mm矩形截面柱的矩形基础，其抗冲切验算为；＝；本基础设计中，冲切发生在最大反力一侧：（1）柱与基础交接处：因，93 培训会务中心设计则冲切破坏锥体的底面落在基础底面以内。故：为柱宽，；基础截面的高度，不大于800mm，则取。采用C20混凝土，抗拉强度设计值。偏心荷载作用下，由永久荷载控制荷载效应的基本组合时故基础高度足够，满足冲切要求，不会产生冲切破坏。（2）、基础变阶处因，则冲切破坏锥体的底面落在基础底面以内。故：为阶宽，；＝；基础截面的高度，不大于800mm，则取。采用C35混凝土，抗拉强度设计值1.57偏心荷载作用下，由永久荷载控制荷载效应的基本组合时93 培训会务中心设计故基础高度足够，满足冲切要求，不会产生冲切破坏。3、基础内力计算。a.长边方向。基地净反力：＝（kPa)由于与相差甚小，为简化计算，取两者平均值＝（＋）÷2＝286.5（kPa）作为基底反力进行计算.b.短边方向，取半个基础进行计算。　　＝136（kN·m)4、抗剪切验算。柱边剪力V＝1074×（1.5－0.25）/1.5＝895＜0.7ftA＝1008（kN），满足要求。5、配筋计算。a.长边方向。93 培训会务中心设计基底：，选配1814，实配基顶：，选配714，实配b.短边方向，仅基底需配钢筋。半个基础：，故整个基础的选配388，实配　4.10楼梯设计本会务中心共两部楼梯，但结构形式及受力完全一样，故只需计算其中一部楼梯即可。4.10.1计算简图采用板式楼梯形式，标准层的梯段板包括梯段斜板和高端平台板，楼梯间设层间梯梁，梯梁两端支承在梯柱上，梯段板两端支承在梯梁和楼层连系梁上。标准层楼梯间结构平面图如下：93 培训会务中心设计构件截面尺寸：TL=b×h＝200×500，TZ—b×h=200×4004.10.2梯段斜板内力及配筋计算梯段斜板与高端平台板是作为一个整体受力，计算时应作为一个整体考虑。梯段斜板倾角＝150/300＝0.5，＝26.6°，＝0.894，取1米板宽作为计算单元。①荷载计算（水平投影）。高端平台板荷载比梯段斜板荷载略小，为简化计算，统一取梯段斜板荷载值进行计算。水磨石面层：（0.3＋0.15）×0.65÷0.3＝0.98kN/m三角形踏步：0.3×0.15÷2×25÷0.3＝1.88kN/m混凝土斜板：0.12×25÷0.894＝3.36kN/m93 培训会务中心设计板底抹灰：0.02×17÷0.894＝0.38kN/m　　　　恒载合计：6.6kN/m　　　　活载：3.5kN/m设计荷载：p＝1.2×6.6＋1.4×3.5＝12.82kN/m②截面设计。水平计算跨度：弯矩值：＝100mm，＝0.182，＝0.203，计算＝1382mm2选配12＠80，实配＝1414mm2。梯段斜板分布筋为6每级踏步一根，高端平台板分布筋为6＠300；标准层梯段斜板及高端平台板支座负筋均为12＠150。4.10.3平台板内力及配筋计算。低端平台板两端支承于梯梁及平台梁上，属单向板。板厚h＝120mm，仍取1米板宽作为计算单元。①荷载计算。地砖面层：0.65kN/m混凝土板：0.12×25＝3kN/m板底抹灰：0.02×17＝0.34kN/m　　　　恒载合计：3.99kN/m　　　　活载：3.5kN/m设计荷载：p＝1.2×3.99＋1.4×3.5＝9.69kN/m②截面设计。93 培训会务中心设计水平计算跨度：弯矩值：＝60mm，＝0.066，＝0.0683，计算＝279mm2选配8＠150，实配＝335mm2。分布筋为6＠250。4.10.4梯梁内力计算及配筋计算。①荷载计算。梯梁自重：0.2×（0.4－0.08）×25＝1.6kN/m梁侧抹灰：0.02×（0.4－0.08）×17×2＝0.22kN/m平台板传来：2.99×2.2÷2＝3.29kN/m梯段板传来：6.6×4.5÷2＝14.85kN/m　　　　恒载合计：19.96kN/m　　　　活载：3.5×[4.5÷2＋（2.5－0.1）÷2]＝12.08kN/m设计荷载：p＝1.2×19.96＋1.4×12.08＝40.86kN/m②截面设计。a.梯梁与梯柱构成一榀小框架，为简化计算，取半榀框架，梁中为定向支座。计算简图见下页。由力矩分配法分析该框架内力，求得：梁端负弯矩为－28.78kN·m梁跨中正弯矩为61.36kN·m柱的内力见后面梯柱的计算。93 培训会务中心设计b.梁端负筋配置。＝0.0755，＝0.0786，计算＝274mm2选配214，实配＝308mm2。c.梁跨中正截面设计。按倒L形截面计算，＝0.046，＝0.0471，计算＝574mm2选配316，实配＝603mm2。d.梁端斜截面设计。满足截面限制条件的要求。故需进行配筋计算，但因剪力不大，只需按构造配筋即可。选配6＠200。93 培训会务中心设计4.10.4梯柱内力及配筋计算。梯柱为框架梁上起柱，柱截面尺寸较小，b×h＝200×200，=160。柱受到梯梁传来的荷载，柱危险截面在梯梁的顶面或梯梁的底面，因此需分两种情况进行计算，以确定最后配筋。①梯梁梁底处柱截面配筋计算。采用对称配筋。上半部分柱自重：0.2×0.2×25×（3.9÷2－0.7）＝1.25（kN）根据前面梯梁内力分析结果知，梁底处梯柱内力为：弯矩M＝15.7kN·m轴力N＝Vb＋1.25＝85.8＋1.25＝87.05kN此截面处柱高为1950，取，，且故为大偏心受压柱＝1.054×200－200÷2＋40＝151②梯梁梁顶面处柱截面配筋计算。93 培训会务中心设计由前面的计算可得到此处的内力值为：M＝15.7kN·mN＝1.25kN此截面处柱高为1950－700＝1250，取，，且故为大偏心受压柱＝1.0×12580－200÷2＋40＝12520③比较上面两种计算结果，取第二种配筋方案，即选配218，实配。由于梯柱所受剪力很小，柱箍筋按构造配置即可，选配6＠150。93'