某框架结构计算书结构设计

'某框架结构计算书结构设计1绪论1.1工程背景1.1.1工程概况：某旅馆设计楼，主体七层，钢筋混凝土框架结构，局部8层。梁板柱均为现浇，建筑面积约为6500m2，建筑物平面为L形，受场地限制，宽40m，长为70m，建筑方案确定，房间开间3.6m，进深6.6m，走廊宽2.4m，底层层高3.9m，其它层高3.3m，室内外高差为0.45m，设防烈度7度，一类场地。地震参数区划的特征周期分区为二区，抗震等级二级。1.1.2地理位置：本酒店设计位于一城市主干道，另一侧的次干道是一条商业街，建筑沿街外轮廓线较好的联系了两条街道。大面积的玻璃窗和门不仅仅为建筑中庭提供了充足的采光，也将城市空间引入建筑内部。2建筑设计说明书本设计为某旅馆的建筑设计，总建筑面积为6558.88平方米，拟建7层。本设计共分为以下几个部分：建筑平面的设计；建筑剖面的设计；建筑体型和立面的设计；抗震设计；房屋层数的确定和剖面的组合形式:建筑空间的组合和利用旅馆设计的基本要求2.1建筑平面的设计建筑平面是表示建筑物在水平方向房屋个部分的组合关系。在平面设计中，始终需要从建筑整体空间组合的效应来考虑，紧密联系建筑剖面和立面，分析剖面、立面的的可能性和合理性；也就是说，我们从平面设计入手，但是要着眼于建筑空间的组合。 各种类型的民用建筑，从组合平面各部分面积的使用性质来分析，主要可归纳为使用部分和交通联系部分两大类：使用部分是指主要使用活动和辅助使用活动的面积，即各类建筑物中的使用房间和辅助房间。交通联系部分是指建筑物中各个房间之间、楼层之间和房间内外之间联系通行的面积，即各类建筑物中的走廊、门厅、过道、楼梯、电梯等占的面积。2.1.1使用部分的平面设计建筑平面中各个使用房间和辅助用房，是建筑平面组合的基本单元。(1)使用房间的设计一般说来，旅馆的客房要求安静，少干扰，而且有较好的朝向。使用房间平面的设计的要求：①房间的面积、形状和尺寸要满足室内使用活动和家具设备合理布置的要求。②门窗的大小和位置，应考虑房间的出入方便，疏散安全，采光通风较好。③房间的构成应使结构构造布置合理，施工方便，也要有利于房间的组合，所有材料要符合相应的建筑面积。④室内空间以及顶棚、地面、各个墙面和构件细部，要考虑人们的使用和审美要求。使用房间的面积、形状和尺寸①房间的面积使用房间面积的大小，主要是由房间内部活动特点，使用人数的多少，家具设备的多少等因素来决定的。一个房间内部的面积，根据他们的使用特点，可以分为以下几个部分：家具或设备所占的面积；人们在屋内的使用活动面积；房间内部的交通面积；具体进行设计时，在已有面积定额的基础上，仍然需要分析各类房间中家具布置，人们的活动和通行情况，深入分析房间内部的使用要求，然后确定各类房间合理的平面形状和尺寸。②房间平面形状和尺寸 初步确定房间的使用面积大小以后，还需进一步确定房间的形状和具体尺寸。房间平面的形状和尺寸，主要是由室内活动的特点、家具布置方式以及采光、通风、剖面等要求所决定。在满足使用要求的同时，我们还应从构成房间的技术经济条件及人们对室内空间的观感来确定，考虑房间的平面形状和尺寸。房间平面形状和尺寸的确定，主要是从房间内部的使用要求和技术经济条件来考虑的，同时室内空间处理美观要求，也是影响房间平面形状的重要因素。2.2建筑体型和立面设计建筑物在满足使用要求的同时，它的体型、立面，以及内外空间组合等，还会给人们在精神上以某种感受。建筑物的美观问题，既在房屋外部形象和内部空间处理中表现出来，又涉及到建筑群体的布局，它还和建筑细部设计有关。建筑物的体型和立面，即房屋的外部形象，必须受内部使用功能和技术经济条件所约束，并受基地群体规划等外界因素的影响。建筑物的外部形象，并不等于房屋内部空间组合的直接表现，建筑体型和立面设计，必须符合建筑造型和立面构图方面的规律性，把适用、经济、美观三者有机地结合起来。2.2.1建筑体型和立面设计的要求对房屋外部形象的设计要求，有以下几个方面①反映建筑功能要求和建筑类型的特征②结合材料性能、结构构造和施工技术的特点③掌握建筑标准和相应的经济指标④适应基地环境和建筑规划的群体布置⑤符合建筑造型和立面构图的一些规律2.2.2建筑体型的组合建筑物内部空间的组合方式，是确定外部体型的主要依据。建筑体型反映建筑物总的体量大小，组合方式和比例尺度等，它对房屋外型的总体效应具有重要影响。建筑体型的组合要求，主要有以下几点：(1)完整均衡、比例恰当建筑体型的组合，首先要求完整均衡，这对较为简单的几何形体和对称的体型，通常比较容易达到。对于较为复杂的不对称体型，为了达到完整均衡的要求，需要注意各组成部分体量的大小比例关系，使各部分的组合协调一致，有机联系，在不对称中取得均衡。(2)主次分明，交接明确 建筑体型的组合，还需要处理好各组成部分的连接关系，尽可能做到主次分明，交接明确。建筑物有几个形体组合时，应突出主要形体，通常可以由各部分体量之间的大小、高低、宽窄，形状的对比，平面位置的前后，以及突出入口等手法来强调主体部分。交接明确，不仅是建筑造型的要求，同样也是房屋结构构造上的要求。(3)体型简洁、环境协调简洁的建筑体型易于取得完整统一的造型效果，同时在结构布置和构造施工方面也比较经济合理。建筑物的体型还需要与周围建筑，道路相呼应配合，考虑和地形、绿化等基地环境的协调一致，使建筑物在基地环境中显得完整统一、本置得当。2.2.3建筑立面设计建筑立面是表示房屋四周的外部形象。立面设计和建筑体型组合一样，也是在满足房屋使用要求和技术经济条件的前提下，适用建筑造型和立面构图的一些规律，紧密结合平面、剖面的内部空间组合进行的。建筑立面可以看成是由许多构造部件所组成：它们有墙壁体、梁柱、墙墩等构成房屋的结构构件，有门窗、阳台、外廊等和内部使用空间直接连通的部件，以及台基、勒脚、檐口等主要起到保护外墙作用的组成部分。恰当地确立这些组成部分和构部件的比例和尺度，运用节奏韵律、虚实对比等规律，设计出体型完整，形式与内容统一的建筑立面。完整的立面设计，并不只是美观问题，它和平面、剖面的设计一样，同样也有使用要求，结构构造等功能的技术方面的问题。尺度和比例尺度正确和比例协调，是使立面完整统一的重要方面。①节奏感和虚实对比节奏韵律和虚实对比，是使建筑立面富有表现力的重要设计手法。②材料质感和色调配置一幢建筑物的体型和立面，最终是以它们的形状、材料质感和色彩多方面的综合，给人们留下一个完整深刻的外观形象。③重点及细部处理突出建筑物立面中的重点，既是建筑造型的设计手法，也是房屋使用功能的需要。2.3抗震设计 建筑物由于受气温变化、地基不均匀沉降以及地震等因素的影响，使结构内部产生附加应力和变形。解决的办法有二：一是加强建筑物的整体性；二是预先在这些变开敏感部位将结构断开，留出一定的缝隙，以保证各部分建筑物在这些缝隙中有足够的变形宽度而不造成建筑物的破损。在这里，我们主要是来谈一下沉降缝和防震缝。2.3.1沉降缝(1)沉降缝的设置沉降缝是为了预防建筑物各部分由于不均匀沉降引起的破坏而设置的变形缝。凡属下列情况时，均应考虑设置沉降缝：①同一建筑物相邻部分的高度相差较大或荷载大小相差悬殊，或结构形式变化较大，易导致地基沉降不均时；②当建筑物各部分相邻基础的形式、宽度及埋置深度相差较大，造成基础地面底部压力有很大差异，易形成不均匀沉降时；③当建筑物建造在不同地基上，且难于保证均匀沉降时；④建筑物体型比较复杂、连接部位又比较薄弱时；⑤新建建筑物与原有建筑物紧相毗连时。(2)沉降缝构造沉降缝主要满足建筑物各部分在垂直方向的自由沉降变形，故应将建筑物从基础到顶面全部剖断开。沉降缝的宽度随地基情况和建筑物的高度不同而定，参见表2-1：表2-1随地基情况和建筑物的高度不同沉降缝的宽度地基情况建筑物高度沉降缝宽度（mm）一般地基H＜5mH=5～10mH=10～15m305070软弱地基2～3层4～5层5层以上50～8080～120＞120湿陷性黄土地基30～702.3.2防震缝在地震区建造房屋，必然充分考虑地震对建筑造成的影响。为此我国制定了相应的建筑搞震设计规范。对多层和高层钢筋混凝土结构房屋应尽量选用合理的建筑结构方案，不设防震缝。当必须设置防震缝时，其最小宽度应符合下列要求： ①高度不超过15m时，可采用70mm；②高度超过15m时，按不同设防列度增加缝宽：6度地区，建筑每增高5m，缝宽增加20mm；7度地区，建筑每增高4m，缝宽增加20mm；8度地区，建筑每增高3m，缝宽增加20mm；9度地区，建筑每增高2m，缝宽增加20mm；防震缝应沿建筑物全高设置，缝的两侧应布置双墙或双柱，或一墙一柱，使各部分结构都有较好的刚度。一般情况下，防震缝基础可不分开，但在平面复杂的建筑中，或建筑相邻部分刚度差别很大时，也需将基础分开。按沉降缝要求的防震缝也应将基础分开。防震缝因缝隙较宽，在构造处理时，应充分考虑盖缝条的牢固性以及适应变形的能力。2.4房屋层数的确定和剖面的组合形式2.4.1房屋层数的确定在本设计中，已经给出为7~9层。但影响确定房屋层数的因素很多，主要有房屋本身的使用要求，城市规划的要求，选用的结构类型，以及建筑防火等。建筑剖面的组合形式，主要由建筑物中各类房间的高度和剖面形状、房屋的使用要求和结构布置特点等因素决定的。剖面的组合方式大体上有以下几种：(1)单层单层剖面便于房屋中各部分人流或物品和室外直接联系。(2)多高层多层剖面的室内交通联系比较紧凑，适应于有较多相同高度房间的组合，垂直交流通过楼梯联系。高层剖面能在占地面积较小的条件下，建造使用面积较多的房屋，这种组全有利于室外辅助设施和绿化等。(3)错层和跃层错层剖面是在建筑物纵向或横向剖面中，房屋几部分之间的楼地面高低错开，它主要适应于结合坡地地形建造房屋。2.5建筑空间的组合和利用建筑平面设计中，我们已经初步分析了建筑空间在水平方向的组合关系以及结构布置等有关内容，剖面设计院中将着重从垂直方向考虑各种高度房间的空间组合，楼梯在剖面的位置，以及建筑空间的利用等问题。2.5.1建筑空间的组合（1）高度相同或接近的房间组合高度相同、使用性质接近的房间可以组合在一起。（2）高度相差较大房间的组合 在多层和高层房屋的剖面中，高度相差较大的房间可以根据不同高度房间的多少和使用性质，在房屋垂直方向上进行分层组合。在旅馆建筑中通常把房间高度较高的餐厅、会客、会议等部分组织在楼下的一、二层或顶层，旅馆的客房部分相对来说它们的高度要低一些，可以按客房标准层的层高给合。高层建筑中通常还把高度较低的设备房间组织在同一层，成为设备层。（3）楼梯在剖面中的位置楼样在剖面中的位置，是和楼梯在建筑平面中的位置以及建筑平面的组合关系密切联系在一起的。2.5.2建筑体型的组合建筑物内部空间的组合方式，是确定外部体型的主要依据。建筑体型反映建筑物总的体量大小，组合方式和比例尺度等，它对房屋外型的总体效应具有重要影响。建筑体型的组合要求，主要有以下几点：（1）整体均衡、比例恰当建筑体型的组合，首先要求完整均衡，这对较为简单的几何形体和对称的体型，通常比较容易达到。对于较为复杂的不对称体型，为了达到完整均衡的要求，需要注意各组成部分体量的大小比例关系，使各部分的组合协调一致，有机联系，在不对称中取得均衡。（2）主次分明，交接明确建筑体型的组合，还需要处理好各组成部分的连接关系，尽可能做到主次分明，交接明确。建筑物有几个形体组合时，应突出主要形体，通常可以由各部分体量之间的大小、高低、宽窄，形状的对比，平面位置的前后，以及突出入口等手法来强调主体部分。交接明确，不仅是建筑造型的要求，同样也是房屋结构构造上的要求。（3）体型简洁、环境协调简洁的建筑体型易于取得完整统一的造型效果，同时在结构布置和构造施工方面也比较经济合理。建筑物的体型还需要与周围建筑，道路相呼应配合，考虑和地形、绿化等基地环境的协调一致，使建筑物在基地环境中显得完整统一、本置得当。2.6旅馆设计的基本要求旅馆是综合性的公共建筑。旅馆向顾客提供一定时间的住宿，也可提供饮食、娱乐、购物等服务。旅馆还可以承担城市的部分社会功能。2.6.1总则(1)根据规范，使旅馆紧张设计符合适用、安全、卫生等基本要求。(2)规范适用于新建、改建和迁建的至少设有20间出客房的城镇旅馆紧张设计。有特殊需要的旅馆建筑设计可参照执行。(3)根据紧张设计的使用功能，按建筑质量标准和设备、设施条件，将旅馆建筑由高到底分为一、二、三、四、五、六级6个等级。(4)旅馆建筑设计也应符合现行的«民用建筑设计通则»以及国家现行的有关标准、规范。当设计旅馆涉外饭店时，应有明确的星级目标，其功能要求应符合有关标准的规定。期。2.6.2总平面设计要点(1)必须依据旅馆规模、类型、等级标准，根据旅馆基地环境条件及功能要求进行平面组合、空间设计。 (2)注意旅馆的各个组成部分：公共活动、标准客房层、客房、后勤辅助管理、职工生活等部分的使用效益。(3)注意旅馆安全设计。依据各种设计规范，使设计符合规范要求。同时须注意残疾人的使用及安全要求。(4)主要出入口必须明显，并能引导旅客直接达到门厅。主要出入口应根据使用要求，设置单车道或多车道，入口车道上方宜设雨棚。(5)不论采用那种建筑形式，均应合理划分旅馆建筑的功能分区，组织各种出入口。使人流、货流、车流不交叉。(6)在综合性建筑中，旅馆部分应有单独分区，并有独立的出入口；对外营业的商店、餐厅等不应影响旅馆的使用功能。(7)总平布置应处理好主体建筑的关系。对各种设备所产生的噪音和废气应采取措施，避免干扰客房区和邻居建筑。(8)总平面布置应合理安排各种管道，做好管道综合，并便于维护和检修。(9)应根据所需停放车辆的车型及辆数在基地内或建筑物内设置停车空间或按城市规划设置公用停车场地。(10)基地内应根据所出地点布置一定的绿化，做好绿化设计。2.6.3总平面设计(1)除合理组织主体建筑群位置外，还应考虑广场、停车场、道路、庭院、杂物堆放场地的布局。根据旅馆标准及基地条件，还应考虑设置网球场、游泳池及露天茶座等。(2)广场设计根据旅馆的规模，进行相应面积的广场设计，供车辆回转、停放，尽可能使车辆出入口便捷；不相互交叉。(3)旅馆出入口①主要出入口及位置应显著，可供旅客直达客厅。②辅助出入口，用于出席宴会、会议及商场购物的非住宿旅馆出入。适用于规模大，标准高的旅馆。③团体旅馆出入口，为减少主入口人流，方便团体旅客集中到达而设置。适用于规模大的旅馆④职工出入口，宜设在职工工作及生活区域，用于旅馆职工上下班进出，位置宜隐蔽。⑤货物出入口，用于旅馆货物出入，位置靠近物品仓库或堆放场所。应考虑食品与货物分开卸货。⑥垃圾污物出口，位置要隐蔽，出于下风向。(3)旅馆出入口步行道设计，步行道是城市至旅馆门前的人行道应与城市人行道相连，保证步行至旅馆的旅馆安全。①在旅馆出入口前适当放宽步行道。②步行道不应穿过停车场与车行道交叉。(3)旅馆停车根据旅馆标准、规模、投资、基地和城市规划部门规定，考虑地面广场停车，地下及地面多层独立式车库等停车方式，职工自行车停放车数，按职工工人的人数的20%~40%考虑，面积按1.47m²/辆计算。(4)总平面布置方式 分散式：适用于宽敞基地，各部分按使用性质进行合理分区、布局需紧凑，道路及管线不宜过长。集中式：适用于用地紧张的基地，须注意停车场的布置、绿化的组织及整体空间效果。2.6.4标准层(1)标准层设计的一般规定①公共用房与辅助用房应根据旅馆等级、经营管理要求和旅馆附近客提供使用个公共设施情况确定。②建筑布局应与管理方式和服务手段相适应，做到分区明确，联系方便，保证客房及公共房具有良好的住居和活动环境。③建筑热公设计应做到因地制宜，保证室内基本的热环境要求，发挥投资的经济效益。④建筑体型设计应有利于减少空调与采暖的冷热负荷，做到建筑围护结构的保温和隔热，以利节能。⑤采暖地区的旅馆客房部分的保温隔热标准应负荷现行的«民用建筑节能设计标准»规定。⑥锅炉房、冷却塔等不宜设在客房楼内，如必须设在客房楼内时，应自成一区，并应采取防火、隔音、减震等措施。⑦室内应尽量利用自然采光。(2)标准层设计要求①标准层客房要求：尽可能提高客房面积在标准层中的比例，增加客房间数。客房间数还应按服务人员服务的客房数（1~16）倍数确定。②自然环境和能源要求：标准层设计应考虑周围环境，占据好的朝向及景向，减少外墙面积，节省能源。③平面形式：平面形式应考虑疏散梯位置均匀分布，位置要明显，负荷建筑设计防火规范要求。④服务台：按管理要求设置或不设置。⑤服务用房：根据管理要求，每层设置或隔层设置。位置应隐藏客设于标准层中部或端部。服务用房应有出入口供服务人员进入客房区。服务用房厅、棉品储存库、休息、厕所、垃圾污物管道间及服务电梯厅。⑥标准层公共走道净高大于2.1m。(4)客房的设计①客房设计应根据气候特点、环境位置、景观条件，争取良好的朝向。②客房设计应考虑家具布置，家具设计应符合人体尺度、方便使用和有利于维修。③客房长宽比以不超过2：1为宜。④客房净高一般大于等于2.4m，不设空调时不应低于2.6m。⑤客房内走道宽度大于等于1.1m，公共走道净高不应低于2.1m。⑥客房门洞宽度一般大于等于0.9m，高度大于等于2.1m。⑦客房的允许噪音等级根据不同要求，设计时需要根据具体要求确定。⑧客房室内色彩及装修宜简洁、协调。⑨标准较高的客房客设置电话和集中的电器控制设施。⑩多床间内床位数不宜多于4床。(5)卫生间设计① 根据旅馆等级确定卫生间设计标准，包括卫生设备的配套，面积的确定和墙、地面材料等的选用。②卫生间管道应集中，便于维护和更新。③卫生间地面应低于客房地面0.02m，净高大于2.1m，门洞宽大于等于0.75m，净高大于等于2.1m。④卫生间地面及墙面应选用耐火易洁面材料，并应做防火层，泛水及地漏。⑤卫生间一般需设置通风就干燥装置。⑥当卫生间无自然通风时，应采取有效的通风、排风措施。⑦卫生间不应设在餐厅、厨房、食品储藏，变配电室等严格卫生要求火防潮要求用房的直接上层。⑧卫生间不应向客房火走道开窗。⑨客房上下层直通的管道井不应在卫生间内开设检修门。⑩卫生间管道应有可靠的防漏水，防洁露和隔音措施，并便于检修。3结构设计说明书3.1框架结构设计任务书3.1.1工程概况某旅馆设计楼，主体七层，钢筋混凝土框架结构，局部8层。梁板柱均为现浇，建筑面积约为6500m2，建筑物平面为L形，受场地限制，宽40米，长为70米，建筑方案确定，房间开间3.6米，进深6.6米，走廊宽2.4米，底层层高3.9米，其它层高3.3米，室内外高差为0.45米，设防烈度7度，一类场地。地震参数区划的特征周期分区为二区，抗震等级二级。 图3-1柱网布置3.1.2设计资料（1）气象条件基本风压0.35KN/m2;基本雪压0.25KN/m2.（2）抗震设防七度近震。(3)层面做法：二毡三油防水层；冷底子油热玛蹄脂二道；水泥石保湿层（200mm厚）；20mm厚水泥砂浆找平层；:120mm后钢筋混凝土整浇层；吊顶（或粉底）。(4)楼面做法：水磨石地面；120mm厚钢筋混凝土整浇层；粉底（或吊顶）。混凝土强度等级为C30，纵筋2级，箍筋1级。3.1.3设计内容(1)确定梁柱截面尺寸及框架计算简图(2)荷载计算(3)框架纵横向侧移计算；(4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析；(5)内力组合及截面设计；(6)节点验算。3.2框架结构设计计算3.2.1梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定(1)初估截面尺寸①柱：一、二、三、四五、六、七层：b×h=500mm×500mm。②梁：L1=b×h=300mm×600mmL2=b×h=300mm×600mm L3=b×h=300mm×600mmL4=b×h=300mm×600mmL5=b×h=300mm×600mmL6=b×h=300mm×600mm(2)梁的计算跨度以上柱形心线为准，由于建筑轴线与墙轴线不重合，故建筑轴线与结构计算跨度相同，见图中所示。底层柱高度：h=3.9m+0.45m+0.5m=4.85m，其中3.9m为底层层高，0.45m为室内外高差，0.5m为基础顶面至室外地面的高度，其它柱高等于层高，即3.3m，由此得框架计算简图图3-2框架梁编号4850图3-3梁的计算跨度33003.2.2荷载计算（1）屋面均布恒载按屋面的做法逐项计算均布荷载，计算时注意：吊顶处不做粉底，无吊顶处做粉底，近似取吊顶，粉底为相同重量。二毡三油防水层0.35KN/m2冷底子油热玛蹄脂二道0.05KN/m2200mm厚泡沫混凝土保温层0.2×6=1.2KN/m2120mm厚现浇板0.12×25=3KN/m215mm厚吊顶与粉底0.015×17=0.26KN/m2共计5.26KN/m2因为本设计中屋面在七八层中均有所以要分项计算。八层屋面恒载标准值： 5.26×（7.2+3.6+0.5+0.5）×（6.6+0.5）=461KN0.25×（7.2+0.5+3.6+0.5）×（6.6+0.5）=21KNG8=461+21×0.5+36.3×4+30.96+6×10.1+10×24.1/2+(282+438)/2=1189KN七层屋面恒载标准值：G7=3091+147×0.5+36.3×4+2×11.3+18×30.96+9×5.51+40×10.1+（24.1×44）/2+（1316+1450+445+640）/2+86+19=6904KN图3-4横向框架计算简图及柱编号（2）楼面均布恒载按楼面做法逐项计算；水磨石地面0.65KN/m2120厚现浇板0.12×25=3KN/m2吊顶与粉底0.015×17=KN/m2共计3.91KN/m2八层楼面均布荷载因为该层设有小水箱，因此要将水箱荷载转化为均布荷载，20吨水箱在7.2×5.6房间内转化后的均布荷载约为5.0KN/m2。（7.2+0.5）×（5.6+0.5）×9.65=453.261KN其中9.65为细石混凝土（50厚），水转化后的均布荷载120厚的现浇板和吊顶与粉底的荷载标准值之和。因此八层楼面的荷载为：（5.6×2+0.5）×3.6×1+0.5）×4.15×2+（7.2×1+0.5）×（5.6×1+0.5）×4.15+453.261=1046.338KN其它层楼面荷载：（5.6×2+0.5）×（3.6×14+0.5）×4.15+（5.6+0.5）×（3.6×12+0.5）× 4.5+（4.2+0.5）×（3.6+0.5）×4.15×4+（7.2+0.5）×（7.2+0.5）×4.15×2=4389.704KN（3）屋面均布活荷载雪荷载标准值：（10×3.6+0.5）×（6.6×2+2.4+0.5）×0.25=147KN计算重力荷载代表值时，由于设计的可上人屋面，因此取荷载为1.5KN/m2，此时雪荷载考虑。八层屋面活荷载标准值：（5.6×2+0.5）×（3.6+0.5）×1.5×2+（5.6×1+0.5）×（7.2×1+0.5）×1.5+（7.2+0.5）×（5.6+0.5）×1.5=284.82KN七层屋面活荷载标准值：（5.6×3+0.5）×（7.2×4+0.5）×1.5+（7.2+0.5）×（7.2+0.5）×1.5×2+（3.6+0.5）×（4.2+5.6×3+4.2+0.5）×1.5×2+（5.6+0.5）×（7.2+0.5）×1.5=1324.77KN（4）楼面均布活荷载楼面均布活荷对旅馆的一般房间为1.5KN/m2；走廊、楼梯、门厅等处取为2.0KN/m2为了计算方便，此处偏安全地同意取均布活荷载2.0KN/m2楼面均布活荷载标准值为：（10×3.6+0.5）×（6.6×2+2.4+0.5）×2=1175KN（5）梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱的抹灰重量）梁侧、梁底抹灰近似按加大了梁宽考虑每根重量计算见例0.34×0.7×6.1×25=36.3KN表3-1梁柱自重编号截面（m2）长度（m）根数每根重量（KN）L10.3×0.66.12836.3L20.3×0.61.91411.3L30.25×0.66.112630.96L40.25×0.41.9635.51L50.25×0.63.14013.48L60.25×0.453.124010.1Z10.5×0.54.854435.4Z20.5×0.53.326424.1（6）墙体自重墙体均为240厚，两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。单位面积上墙体重量为0.28×19=5.32KN/m2卫生间墙厚为180:0.2×19=3.8KN/m2墙体自重计算见表：考虑墙体上有门和窗,所以墙净重按80%折算.表3-2墙体自重墙体每片面积（m2）片数重量（KN）折算重量（KN）底层纵墙3.1×4.23322861829底层横墙6.1×4.21317721550 标准层纵墙3.1×2.853516451316标准层横墙6.1×2.71916651450卫生间纵墙1.71×2.8524445445卫生间横墙2.6×2.724640640女儿墙纵墙1.2×10×3.628686女儿墙横墙1.2×（6.6×2+2.4）11919(7)荷载分层总汇。顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%的均布活荷载，纵横墙自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙体自重。其它层重力荷载代表值包括：楼面恒载；50%的楼面均布活荷载；纵横梁自重，露面上下半层的柱及纵横墙体自重。将上述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值如下：第八层：G8=1189KN第七层：G7=6904KN第六层：G6=8976KN第五层：G5=8976KN第四层：G4=8976KN第三层：G3=8976KN第二层：G2=8976KN第一层：G1=10196KN3.2.3水平地震作用下框架的侧移验算.（1）横梁线刚度.混凝土C30，Ec=3×107KN/m2，fe=1.5N/mm2在框架结构中为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩）；对中框架梁取I=2.0I0，、 图3-5质点重力荷载值建筑物总重力荷载代表值为：63169KN横梁线刚度计算结果列于表表3－3横梁线刚度梁号L截面b×h（m2）跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁中框架梁Ib=2.0I0（m4）Kb=EIb/L（KNm）Ib=2.0I0（m4）Kb=EIb/L（KNm）L10.3×0.66.65.4×10-38.×10-33.68×104L20.3×0.62.45.4×10-38.1×10-310.1×104L30.25×0.66.64.5×10-39×4.09×104 10-3L40.25×0.42.41.3×10-32.6×10-33.25×104L50.25×0.63.64.5×10-36.75×10-35.63×1049×10-37.5×104L60.25×0.453.61.9×10-32.85×10-32.38×1043.8×10-33.17×104（2）横向框架柱的侧移刚度D值计算.柱线刚度列于下表表3－4柱线刚度柱号（Z）截面（m2）柱高度h（m）惯性矩Ic=bh3/12（m4）线刚度KcKc=EIc/hZ10.5×0.54.855.21×10-33.22×104Z20.5×0.53.35.21×10-34.74×104横向框架侧移刚度D值计算见下表表3－5横向框架侧移刚度D值计算层柱类型根数底层边框边柱3.68/3.22=1.1430.52385914边框中柱（3.68+10.1）/3.22=4.280.761125014中框边柱4.09/3.22=1.270.541888718中框中柱（4.09+3.25）/3.22=2.280.6501067718∑D436520二.三.四．五六七层边框边柱（3.68+3.68）/（2*4.74）=0.780.281146774边框中柱（3.68+10.1）*2/（2*4.74）=2.910.593309734中框边柱（4.09+4.09）/（2*4.74）=0.860.3011572218中框中柱（4.09+3.25）*/（2*4.74）=1.550.4372282518∑D876446 八层电梯及楼梯间柱边框边柱（3.68+3.68）/（2*4.74）=0.780.281146778中框中柱（4.09+4.09）/（2*4.74）=0.860.301157222∑D148860（3）横向框架的自振周期按顶点位移法计算框架的自振周期。顶点位移法是求结构基频的一种近似方法。将结构按质量分布情况简化成无限点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基频公式，这样，只要求出结构顶点位移，就可按下式得到结构的基本周期：式中α0——基本周期调整系数。考虑非承重填充墙时取0.6△T——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位移，△T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假象框架顶点位移，然后由△T求出T1，在用T1求得框架结构的底部剪力，进而求出框架多层剪力和结构真正的位移。表3－6横向框架顶点位移层次Gi（KN）∑Gi（KN）Di（KN/m）层间相对位移δ=∑Gi/Di△i7690469048764460.00790.34368976158808764460.0180.33558976248568764460.02840.31748976338328764460.03860.28938976428088764460.04880.25028976517848764460.05910.2011110196619804365200.1420.142T1==1.7×0.6×=0.597（s）（4）横向地震作用计算在工类场地二区，结构的特征周期Tg和地震影响系数αmax为：Tg=0.35（s）αmax=0.08由于T1=0.597（s）>1.4=1.4×0.35=0.49（s），应考虑顶点附加地震作用。按底部剪力法求得基部剪力，若按Fi= 分配给各层顶点，则水平地震作用呈倒三角形分布。对一般层，这种分布基本符合实际，但对结构上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对周期较长的结构相差更大，地震的宏观震害也表明，结构上部往往震害严重。因此引入δn，即顶部附加的影响，且使修正后的剪力分布与实际更加吻合。由于本设计中有突出屋面的小塔楼，因此由于考虑鞭梢效应，通常将按顶部剪力法计算分配给小塔楼质点上的等效地震力加大，抗震规范规定放大系数取了增大的地震作用离用于设计其自身以及与其相连接的结构构件，附加应力△Fn加到主体结构顶部。δn=0.08T1+0.01=0.08×0.597+0.01=0.0578结构横向总水平地震作用标准值：FEK=（Tg/T1）0.9×αmax×0.85=2656KN顶点附加水平地震作用△Fn=δnFEK=0.0578×2656=31.46KN各层横向地震剪力见表如下表3－7各层横向地震作用及楼层地震剪力层次hiHiGiGiHiFiVi83.327.951189332330.03690.09270.2773.324.6569041701840.186619889.363.321.3589761916380.2095231412.353.318.0589761620170.1774431855.343.314.7589761323960.1453632218.333.311.4589761027750.1122802498.323.38.158976731540.080200.22698.514.854.8510196494510.0541352833.5注：1△Fn只加入主体的顶层即7层2突出屋面的第8层V8=3F8图3－6横向框架各层水平地震作用及地震剪力（5）横向框架抗震变形验算.多遇地震作用下，层间弹性位移验算见下表表3－8横向变形验算层次层间剪力Vi（KN）层间刚度Di（KN）层间位移Vi/Di（m）层高（m）层间相对弹性转角θe7889.38764460.013.31/330061412.38764460.00163.31/206351855.38764460.00213.31/1571 42218.38764460.00253.31/132032498.38764460.00293.31/113722698.58764460.00313.31/106412833.5101960.00654.851/746层间弹性相对转角均满足要求θe<[θe]=1/450（6）纵向框架柱侧移刚度D值.表3－9纵向框架柱侧移刚度D值计算项目层根数底层边框架边柱2.06/3.51=0.5870.42629834.39/3.51=1.2510.53980821边框架中柱2.06×2/3.51=1.1740.527790222.06+4.39/3.51=1.8380.60991321中框架边柱2.01/3.51=0.5730.417625325.86/3.51=1.6700.59188622中框架中柱2.01×2/3.51=1.1450.523784222.01+5.86/3.51=2.2420.64696872∑D117200二三四层边框架边柱2.06/1.36=1.5150.431645934.39/1.36=3.2280.61792471边框架中柱2.06×2/1.36=3.0290.602902222.06+4.39/1.36=4.7430.703105351中框架边柱2.01/1.36=1.4780.425636925.86/1.36=4.3090.683102362中框架中柱2.01×2/1.36=2.9560.643963622.01+5.86/1.36=5.7870.743111352∑D131955五六七层边框架边柱2.06/1.09=1.8900.486583734.39/1.09=4.0280.66880231边框架中柱2.06×2/1.09=3.7800.654785522.06+4.39/1.09=5.9170.74789721中框架边柱2.01/1.09=1.8440.48576525.86/1.09=5.3760.72987562中框架中柱2.01×2/1.09=3.6880.648778322.01+5.86/1.09=7.220.78394052∑D113634顶层边框架边柱5.86/1.09=5.3760.72987564中框架边柱5.86/1.09=5.3760.72987562 ∑D52536（7）纵向框架自振周期表3－10纵向框架顶点位移计算层数Gi（KN）Gi（KN）Di（KN/m）δi=∑Gi/Di△i8443.275443.275525360.00840.771174073.5494516.1781136340.03970.762762948.3547465.1781136340.06570.72352948.35410413.5321136340.09160.657343004.04213417.5741319550.10170.565733059.72916477.3031319550.12490.46423059.72919537.0321319550.14810.339112850.97122388.0331172000.19100.1910T1=1.7×0.6×＝0.896（s）>1.47s=0.42（s）（8）纵向地震作用计算结构纵向水平地震作用标准值为：FEK=()0.9×аmax×0.85＝（）0.9×0.08×0.85×22388.003=568.66KN定点附加地震作用：δn＝0.08T1＋0.01＝0.08×0.42＋0.01＝0.043△Fn＝δnFEK＝0.0436×568.66=24.73KN各顶层纵向地震剪力计算见下页表11Fi＝FEK（1－δn）表3－11各层纵向地震作用及层地震剪力层次Hi（m）Ai（m）Gi（KN）GiHiFi（KN）Vi（KN）83.328.4443.275125890.03519.0319.0373.325.14073.5491022460.286155.55174.5863.321.82948.354642740.18097.90272.4853.318.52948.354545450.15382.21354.6943.315.23004.042456610.12869.61424.3033.311.93059.729364110.10255.47479.7723.38.63059.729263140.07440.25520.0212.35.32850.971151100.04222.84542.86（9）纵向框架变形验算多遇地震作用，纵向框架层间弹性位移验算见表3-12。 表3-12纵向框架变形验算层间层间剪力Vi（KN）层间刚度Di（KN/m）层间位移Vi/Di（m）层高hi（m）层间相对弹性转角θe819.03525360.000363.37174.581136340.001543.36272.481136340.00243.35354.691136340.003123.34424.301319550.003223.33479.771319550.003643.32520.021319550.003943.31542.861172000.004634.85层间弹性相对转角均满足要求θe[θe]＝3.2.4水平地震作用下，横向框架的内力分析以上框架为例进行计算，边框架和纵向框架的计算方法、步骤与横向中框架完全相同，故不再赘述。框架柱端弯矩见表13。梁端弯矩、柱轴力见表14。中柱两侧梁端弯矩按梁线刚度分配。地震力作用下框架弯矩见图3-8，剪力及柱轴力见图3-9。表3-14地震力作用下框架梁端弯矩及柱轴力层次nAB跨BC跨柱轴力l(m)M左(KNm)M右(KNm)Vb（KN）l(m)M左(KNm)M右(KNm)Vb(KN)ND(KN)NJ(KN)76.634.3225.49.042.420.1420.1416.78-9.04-7.7466.667.9854.318.522.443.2143.2136.01-27.56-25.2356.692.976.525.672.460.8260.8250.68-53.23-50.2446.6121.6101.233.762.480.4880.4867.07-86.99-83.5536.636.542.485.585.5 133.65107.571.25-123.53-118.2626.6153.45124.142.052.498.6598.6582.21-68.03-158.4216.6168.25146.347.662.4116.35116.3596.96-87.83-207.72计算梁端弯矩M：梁端弯矩可按节点弯矩平衡条件，将节点上下柱端弯矩之和按左右梁的线刚度比例分配。M左＝（M上＋M下）K左/（K左＋K右）M右＝（M上＋M下）K右/（K左＋K右）计算梁端剪力Vb：根据梁的两端弯矩Vb＝（M上＋M下）/L计算柱轴力N：边柱轴力为各层梁端剪力按层叠加，中柱轴力为柱两侧梁端剪力之差，亦按层叠加。3.2.5竖向荷载作用下框架的内力分析仍取中框计算（1）荷载计算第七层梁的均布线荷载AB跨屋面均布恒载传给梁5.26×3.6＝18.94KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25＝4.35KN/m恒载23.29KN/m 图3－8地震作用下框架梁柱弯矩图9.04-9.0418.529.049.049.0418.5218.5218.52-27.569.0425.6725.6725.6725.67-53.2333.7633.7633.7633.76-86.9936.5436.5436.5436.5442.05-123.5342.0542.0542.05165.5847.6647.6647.6647.66-213.24213.2427.5653.2386.99123.5316.78816.7836.0136.0150.6850.68-25.2325.2367.0770.83-50.2450.2471.2584.9282.2182.21-118.26118.2696.9696.96-207.72207.72ABCD BC跨屋面均布恒载传给梁5.26×3.6＝18.94KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25＝2.9KN/m恒载21.84KN/m第七层活载：1.5×3.6＝5.4KN/m第二．三．四．五．六层梁的均布线荷载AB跨：楼面均布荷载传给梁3.91×3.6＝14.08KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25＝2.9KN/m内横墙自重（包括粉刷）0.28×19×（3.6－0.6）＝15.96KN/m恒载32.94KN/mBC跨：楼面均布荷载传给梁3.91×3.6＝14.08KN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25＝2.9KN/m恒载16.98KN/m第二．三．四．五．六层活荷载：2×3.6＝7.2KN/m第二．三．四．五．六层集中荷载：纵梁自重（包括抹灰）0.29×0.45×25×3.6＝11.75KN纵墙自重（包括抹灰）0.28×19+3.6×（3.6－0.45）＝60.33KN柱自重（包括抹灰）0.54×0.54×3.3×25＝26.24KN总计：98.32KN第一层梁的均布线荷载：AB跨恒载：32.94KN/mBC跨恒载：16.98KN/m 活载：7.2KN/m第一层集中荷载：纵梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25×3.6＝15.66KN纵墙自重（包括抹灰）0.28×19+3.6×（3.6－0.45）＝60.33KN柱自重（包括抹灰）0.54×0.54×3.3×25＝26.24KN第一层柱自重（包括抹灰）：0.54×0.54×4.85×25＝35.36KN总计：102.23KN注：双向板支承梁计算梯形分布荷载作用下，可将实际荷载换算成等效的均布荷载梯形分布：qeq=(1-2k2+k3)qs三角形分布：qeq=5/8qs图3－10双向板的传力图中框架恒载及活载见下图。 图3－11框架竖向荷载示意（2）用弯矩分配法计算框架弯矩由于结构对称，在竖向荷载作用下的框架侧移可略去不计，其内力分析采用弯矩分配法。在竖向荷载作用下，梁端可以考虑塑性重分布，取弯矩调幅系数0.8，楼面竖向荷载分别按恒荷载及全部活荷载计算。竖向荷载作用下框架的内力分析，除荷载较大的工业厂房外，对一般的工业与民用建筑可不考虑活载的不利布置，这样求得的框架内力，梁跨中弯矩较考虑活载不利布置求得的弯矩偏低，但当活载占总荷载比例较小时，其影响很小，若活荷载占总荷载比例较大，可在荷载面配筋时，将跨中弯矩乘以1.1～1.2的放大系数予以调整。固端弯矩计算将框架梁视为两端固定梁计算固端弯矩，计算结果见表3－15表3－15固端弯矩计算AB跨BC跨简图固端弯矩M0＝MJ（KN/m）简图固端弯矩MJ=MK（KN/m）23.69KN/m×23.69×6.62＝84.5421.84KN/m×21.84×2.42＝10.48 32.94KN/m×32.94×6.62＝119.5716.98KN/m×16.98×2.42＝8.155.4KN/m×5.4×6.62＝19.605.4KN/m×5.4×2.42＝2.597.2KN/m×7.2×6.62＝26.147.2KN/m×7.2×2.42＝3.46分配系数计算考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如下图3-10所示。切断的横梁线刚度为原来的一倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。例：A柱顶层节点：下柱＝==0.537梁＝==0.463其他节点的分配系数图见图3－11及图3－12。 传递系数：远端固定，传递系数为远端滑动铰质，传递系数为－1。弯矩分配：恒载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－11，框架的弯矩见图3－13；活载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－12，框架的弯矩见图3－14。在竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒载及活载弯矩图见恒载作用下框架弯矩图及活载用框架弯矩图括号内数值。梁端剪力及柱轴力计算梁端剪力V=Vq＋Vm式中：Vq——梁上均布荷载引起的剪力，Vq＝ql； Vm——梁端弯矩引起的剪力，Vm＝柱轴力N=V+P式中：V——梁端剪力；P——节点集中力及柱自重。 图3－11恒载弯矩分配图（KN/m）以AB跨六、七层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。由图3-9，查得梁上均布荷载为：第六层：q＝32.94KN/m集中荷载：98.32KN柱自重：26.24KN第七层：q＝23.29KN/m由图3-13，查得：六层梁端弯矩：ML=103.64（82.91）KN﹒mMr=108.23（86.58）KN﹒m七层梁端弯矩：ML=60.76（48.61）KN﹒mMr=72.41（57.93）KN﹒m括号内为调幅后得数值 续图3－11活载弯矩分配图（KN/m）七层梁端剪力VqD＝VqJ＝ql＝×23.29×6.6＝76.86KN调幅前：VmD＝VmJ==-1.77KNVD＝VqD－VmD＝76.86－1.77＝75.09KNVJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.77＝78.63KN调幅后：VmD＝VmJ=＝－1.41KNVD＝VqD－VmD＝76.86－1.41＝75.45KNVJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.41=78.27KN图3－12活载弯矩分配图（KN/m） 同理第六层梁端剪力：调幅前：VD＝×32.94×6.6＋＝108.01KNVJ＝×32.94×6.6－＝109.40KN调幅后：VD＝×32.94×6.6+＝108.14KNVJ＝×32.94×6.6－＝109.26KN第七层A柱柱顶及柱底轴力：N顶＝V＋P＝73.45＋0＝75.45KNN底＝75.45＋26.24＝102.69KN第六层A柱柱顶及柱底轴力N顶＝75.45＋108.14＋98.32＝281.91KN N底＝281.91＋26.24=308.15KN其它梁端剪力及柱轴力计算见表16，活载作用下梁端剪力及柱轴力见表表3-16恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层数荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBVmB＝VmCVmA＝－VmBVAVBVB＝VCN顶N底N顶N底776.8626.21-1.77(-1.41)075.0（75.45）78.63（78.27）26.2175.45102.69104.48130.726108.7020.38-0.70（-0.56）0108.00（108.1）109.40（109.26）20.38281.91308.15332.44358.685108.720.38-0.88（-0.70）0107.82（108.0）109.58（109.40）20.38488.23514.47560.54586.784108.7020.38-0.86（-0.69）0107.84（108.0）109.56（109.39）20.38694.56720.8788.63814.873108.7020.38-0.87（-0.70）0107.83（108.0）109.57（109.4）20.38900.88927.121016.731042.972108.7020.38-0.75（-0.60）0107.95（108.1）109.45（109.3）20.381107.31133.541244.731270.971108.7020.38-0.95（-0.76）0107.75（107.9）109.65（109.46）20.381317.471352.831476.81512.06注：括号内为调幅后的剪力值。表3-17活荷载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层数荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBVmA＝VmCVAVBVA＝VBN顶＝N底N顶＝N底717.826.48-0.40(-0.32)017.42(17.5)18.22（18.14）6.4817.524.7623.768.64-4.56(-1.17)023.52(17.5)24（23.95）8.6441.0757.34523.768.64-1.49(-1.20)023.5(23.55)24.02（23.97）8.6464.6290423.768.64-1.33(-1.08)023.5(23.55)24.02（23.97）8.6488.17122.66323.768.64-1.19(-1.00)023.5(23.55)24.02（23.97）8.64111.72155.32 223.768.64-1.28(-1.02)023.69(23.7)23.83（23.82）8.64135.42187.79123.768.64-0.87(-0.70)022.7（22.92）24.82（24.6）8.64158.34221.25注：括号内为调幅后的剪力值。3.2.6内力组合(1)框架梁内力组合在恒载和活载作用下，跨间Mvmax可近似取跨中的M代表。Mvmaxql2－式中：M左、M右——梁左、右端弯矩，见图13、14括号内的数值。跨中M若小于ql2，应取M＝ql2。在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数值法计算，如图3-15所示。图中MGA、MGB——重力荷载作用下梁端的弯矩；MGA、MEB——水平地震作用下梁端弯矩；RA、RB——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力。对RB作用点取矩：RA＝－（MGB－MGA＋MEA＋MEB）x处截面弯矩为：M＝RAx－－MGA＋MEA由＝0，可求得跨间Mmax的位置为x1＝将x1代入任一截面x处的弯矩表达式，可是跨间最大弯矩为：Mmax＝MGE＝－MGA＋MEA＝－MGA＋MEA当右震时，公式中的MEA、MEB反号。MEA及x1的具体数值见表18，表中RA、x1、MGE均有两组数值。梁内力组合见表19。表中恒载和活载的组合，梁端弯矩取调幅后的数值（图13、14括号中数值），剪力取调幅前后的较大值，如图16所示，图中M左、M右为调幅前弯矩值。M′左、M′右为调幅后弯矩值。剪力值应取V′左、V′右，具体见表3-16、表3-17。 表3-18MGE及X值计算1.2（恒＋0.5活）1.3地震qKN/mMGA（KN·m）MGB（KN·m）MEA（KN·m）MEB（KN·m）AB跨765.2677.7244.6233.0231.196110.69115.8688.3770.5943.855109.04115.43120.7799.454109.14115.39158.08131.563109.00115.32173.75139.752110.94115.48199.49161.331100.78110.12218.73190.19BC跨724.2224.2226.1826.1829.45620.0520.0556.1756.1724.70520.2320.2379.0779.07420.3420.34104.62104.62320.3820.38111.15111.15220.1720.17128.25.128.25.124.1124.11151.26151.26项目层次跨L（m）RA（KN）x1（m）MGE（KN·m）AB跨76.689.28/112.802.86/3.62106.92/94.486119.84/168.012.73/3.83141.08/122.565110.37/177.102.52/4.04150.96/128.04499.87/187.642.28/4.28162.91/134.41398.25/191.252.19/4.36169.26/134.04289.35/198.692.04/4.53179.79/139.49181.33/205.251.85/4.68192.99/160.70BC跨72.413.52/57.160.46/1.305.08/-25.516-36.25/95.53-1.47/3.8736.12/36.125-57.54/116.82-2.33/4.7358.84/58.844-62.99/122.27-2.55/4.9584.28/84.283-63.39/125.60-2.57/5.0890.77/90.772-77.24/136.52-3.13/5.53108.08/108.081-96.41/155.69-3.90/6.30127.15/127.15注：当x1>l或x1<0时，表示最大弯矩发生在支座处，应取x1=L或x1＝0时，用M=RAx－－MGAMEA计算MGE。 表3-19梁内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载①活载②地震荷载③1.2①＋1.4②1.2（①＋0.5②）±1.3③7A右M-48.61-11.54±34.32-74.49-20.64-109.87V75.4517.59.04115.04112.79B左M-57.93-13.6825.4-89.09-110.74-44.70V78.2718.149.04119.32116.56B右M-18.02-4.32±20.14-27.671.97-50.40V26.216.4816.7840.5257.15跨中MAB73.5416.79111.75106.9294.48MBC-10.49/7.86-0.432/1.94-13.19/12.152.08-25.516A右M-82.91-18.66±67.98-125.62-22.31-199.06V108.1423.5718.52162.77167.99B左M-86.58-19.9454.3-131.81-186.45-45.27V109.2623.9518.52164.64169.56B右M-14.50-4.42±43.21-23.5936.12-76.23V20.388.6436.0136.55141.0876.45跨中MA94.6119.90141.3936.12122.56MBC-2.27/6.11-3.46/2.59-7.57/10.9636.125A右M-81.62-18.50±92.9-123.8411.73-229.81V108.0023.5525.67162.57177.10B左M-86.26-19.8676.5-131.32-214.88-15.99V109.4023.9725.67164.84179.03B右M-14.64-4.44±60.82-23.8458.83-99.30V20.388.6450.6836.5595.52跨中MDJ95.4220.02142.53150.96128.04MJK6.112.5910.9658.8458.844A右M-81.70-18.50±121.6-123.9448.94-267.22V108.0123.5533.76162.58187.63B左M-86.23-19.86101.2-131.28-246.9516.53V109.3923.9733.76164.83189.54B右M-14.73-4.44±80.48-23.8984.28-124.96V20.388.6467.0736.55116.83跨中MDJ95.4020.02142.51162.91134.41MJK6.112.5910.9684.2884.28续表3-19层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合 恒载①活载②地震荷载③1.2①＋1.4②1.2（①＋0.5②）±1.3③3A右M-81.58-18.5133.65-123.864.75-282.74V108.0023.5536.54162.57191.23B左M-86.17-19.86107.5-131.21-255.0724.43V109.4023.9736.54164.84193.16B右M-14.76-4.4485.5-23.9390.77-131.53V20.388.6471.2536.55122.27跨中MAB95.4920.02142.62169.26134.04MBC6.112.5910.9690.7790.772A右M-83.13-18.64153.45-125.8588.55-310.43V107.9523.742.05162.72198.43B左M-87.10-18.26124.1-130.08-276.8145.85V109.4523.8242.05164.69200.30B右M-14.27-5.0798.65-24.22108.08-148.41V20.388.6482.2136.55136.51跨中MA94.2520.75142.15179.79139.49MBC6.112.5910.96108.08108.081A右M-77.35-13.26168.25-111.38117.95-319.50V107.7522.9247.66160.79205.01B左M-82.35-18.83146.3-125.18-300.3180.07V109.6524.647.66166.02208.30B右M-17.58-5.02116.35-28.12127.15-175.36V20.388.6496.9636.55155.69跨中MAB99.5123.16151.84192.99160.70MBC6.112.5910.96127.15127.15①表中弯矩单位为KN·m，剪力单位为KN；②表中跨中组合弯矩未填处未跨间最大弯矩发生在支座处，其值与支座正弯矩组合值相同。②框架柱内力组合框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果见表20及表21。表20及表21中，系数β时考虑计算截面以上各层活荷载不总是同时满足二对楼面均布活荷的一个折减系数，称为活荷载按楼层的折减系数，其取值见表3-22。表3-22活荷载按楼层的折减系数β墙、柱、基础计算、截面以上的层数12～34～56～89～20>20计算截面以上各楼层活荷载总和的折减系数1.00（0.9）0.850.700.650.600.55表3-20A柱内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合 恒载①活载②地震荷载③1.2①＋1.4②1.2（①＋0.5②）±1.3③7柱顶M60.7614.7334.3293.1136.95126.19N75.4517.59.04115.0489.29112.79柱底M-54.21-12.0218.48-81.88-48.24-96.29N102.6917.59.04147.73121.98145.486柱顶M49.4311.3149.575.151.75130.45N281.9141.0727.56395.79327.11398.76柱底M-50.86-11.5633-77.22-25.07-110.87N308.1541.0727.56427.28358.59430.255柱顶M51.1811.5659.977.6-9.52146.22V488.2364.6253.23676.34555.45693.85柱底M-51.06-11.5649-77.46-4.51-131.91N514.4764.6253.23707.83586.94725.344柱顶M51.0611.5672.677.46-26.17162.59N694.5688.1786.99956.91773.29999.46柱底M-51.22-11.5659.4-77.658.82-145.62N720.8088.1786.99988.40804.781030.953柱顶M50.7611.5674.2577.10-28.68164.37N900.88111.72123.531237.46987.501308.68柱底M-48.72-11.3674.25-74.3731.25-161.81N927.12111.72123.531268.951018.991340.172柱顶M55.1911.9479.2082.94-29.57176.35N1107.3135.42165.581518.351194.761625.27柱底M-63.26-11.7179.20-92.3120.02-185.90N1133.54135.42165.581549.841226.251656.751柱顶M33.424.8689.0546.91-72.75158.79N1317.47158.34213.241802.641398.761953.18柱底M-16.71-2.43158.30-23.45184.28-227.3N1352.83158.34213.241845.071441.191995.61注：表中弯矩单位为KN·m，轴力单位为KN。3.2.7截面设计（1）承载力抗力调整系数γRE考虑地震作用时，结构构件的截面设计采用下面的表达式：S 式中：γRE——承载力抗震调整系数，取值见表23；S——地震作用效应或地震作用效应与其它荷载效应的基本组合；R——结构构件的承载力。表3-21B柱内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载①活载②地震荷载③1.2①＋1.4②1.2（①＋0.5②）±1.3③7柱顶M-49.88-11.745.54-76.24-126.08-7.67N104.4824.77.74159.96130.13150.26柱底M46.199.8630.3669.23100.8121.88N130.7224.77.74191.44161.62181.756柱顶M-43.88-9.5467.15-66.01-145.6828.92N332.4457.3425.23479.20400.53466.13柱底M44.659.6454.9567.08130.80-12.07N358.6857.3425.23510.69432.02497.625柱顶M-44.91-9.6482.37-67.39-167.1547.41V560.549050.24798.65661.34791.96柱底M44.699.6476.0367.12158.25-39.43N586.789050.24830.14692.82823.454柱顶M-44.69-9.64105.65-67.12-196.7677.93N788.63122.6683.551118.08911.341128.57柱底M44.789.6485.7567.23170.99-51.96N814.87122.6683.551149.57942.831160.063柱顶M-44.48-9.64107.25-66.87-198.5980.27N1016.73155.32118.261437.521159.531467.01柱底M42.9811.98107.2568.35198.19-80.66N1042.97155.32118.261469.011191.021498.532柱顶M-48.05-4.50115.50-63.96-210.5189.79N1244.73187.79158.421756.581400.401812.30柱底M54.7211.73115.5082.09222.85-77.45N1270.97187.79158.421788.01431.891843.781柱顶M-27.25-5.54147.15-40.46-227.32155.27N1476.8221.25207.722081.911634.872174.95柱底M13.632.77211.7520.23293.29-257.26N1512.06221.25207.722124.221677.192217.26注：表中弯矩单位为KN·m，轴力单位为KN。注意：在截面配筋时，组合表中与地震力组合的内力均应乘以γRE后再与静力组合的内力进行比较，挑选出最不利内力。表3-23承载力抗震调整系数γRE 材料结构构件受力状态γRE钢筋混凝土梁受弯0.75轴压比小于0.15的柱偏压0.75轴压比大于0.15的柱偏压0.80抗震墙偏压0.85各类构件受剪、偏拉0.85（2）横向框架梁截面设计以第一层梁为例，梁控制截面的内力如图17所示。图中M单位为KN·m，V的单位为KN。图3-17第一层梁内力示意混凝土强度等级为C25（fcm＝13.5N/mm2，fc＝12.5N/mm2），纵筋为Ⅱ级（fy＝310N/mm2），箍筋为Ⅰ级（fy＝210N/mm2）。①梁的正截面强度计算（见表24）；②梁的斜截面强度计算；为了防止梁的弯曲屈服前先发生剪力破坏，截面设计时，对剪力设计值进行如下调整：ν＝ην（Mbν＋Mbr）/Ln＋VGb式中：ην——剪力增大系数，对三级框架取1.0；Ln——梁的净跨，对第一层梁LnAB＝6.1m，LnBC＝1.9m；VGb——梁在重力荷载作用下，按简支梁分析的梁端截面剪力设计值。VGb＝1.2（q恒＋0.5q活）－LnMbν、Mbr——分别为梁的左右端顺时针方向或逆时针方向截面组合的弯矩值。由表19得:AB跨：顺时针方向Mbν＝117.95KN·m；Mbr＝-300.31KN·m逆时针方向Mbν＝－319.50KN·m；Mbr＝80.07KN·mBC跨：顺时针方向Mbν＝127.15KN·m；Mbr＝－175.36KN·m逆时针方向Mbν＝－127.15KN·m；Mbr＝175.36KN·m计算中Mbν＋Mbr取顺时针方向荷逆时针方向中较大者。剪力调整：AB跨：Mbν＋Mbr＝117.95＋300.31=418.26KN·m>319.50+80.07=399.57KN·m VGb＝（32.94+0.5×7.2）×1.2××6.1＝133.74KNBC跨：Mbν＋Mbr＝127.15＋175.36=302.51KN·mVGb＝（16.98＋0.5×7.2）×1.2××1.9＝23.46KN·mVA右＝VB左＝＋133.74＝205.74KNVB右＝＋23.46＝190.66KN考虑承载力抗震系数γRE＝0.85γREVD右＝γREVJ左＝0.85×205.74＝174.88KNγREVJ右＝0.85×190.66＝162.06KN调整后的剪力值大于组合表中的静力组合剪力值，故按调整后的剪力值进行斜截面计算。斜截面计算见表3-25表3-25梁的斜截面强度计算截面支座A右支座B左支座B右设计剪力V′（KN）205.01208.30127.15γREV′（KN）174.26177.06108.08调整后V（KN）205.74205.74190.66γREV（KN）174.88174.88162.06b×h0（mm）250×565250×565250×5650.2fcbh0（KN）353.13>V353.13>V353.13>V箍筋直径ф（mm）肢数（n）n＝2，ф8n＝2，ф8n＝2，ф8AsV1（mm）50.350.350.3箍筋间距S（mm）10010080Vcs＝0.056fcbh0+1.2fyvh0242.11>γREV242.11>γREV179.54>γREVρ＝（％）0.4020.4020.503ρsvmin＝0.03（％）0.1790.1790.179根据国内对低周反复荷载作用下钢筋混凝土连续梁荷悬臂梁受剪承载力试验，反复加载使梁的受剪承载力降低，考虑地震作用的反复性，表中公式将静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘以0.8的降低系数。（3）柱截面设计以第一、二层B柱为例，对图18中的Ⅰ-Ⅰ、Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面进行设计。混凝土为C25，fc＝12.5N/mm2,fcm=13.5N/mm2,纵筋为Ⅱ级fy＝310N/mm2 ，箍筋为Ⅰ级。轴压比验算表3-25轴压比限值类型抗震等级一二三框架柱0.70.80.9框支柱0.60.70.8由B柱内力组合表21查得：NⅠ-1=1843.78KNμc＝＝＝0.59<0.9NⅡ-Ⅱ＝2174.95KNμc＝＝＝0.696<0.9NⅢ-Ⅲ＝2217.26KNμc＝＝＝0.709<0.9均满足轴压比限值得要求。①正截面承载力得计算框架结构得变形能力与框架得破坏机制密切相关，一般框架，梁的延性远大于柱子，梁先屈服可使整个框架由较大的内力重分布和能量消耗能力，极限层间位移增大，抗震性能较好。若柱形成了塑性铰，则会伴随产生极大的层间位移，危及结构承受垂直荷载的能力并可能使结构成为机动体系。因此，在框架设计中，应体现“强柱弱梁”三级框架:1.1式中：——节点下柱端顺时针或反时针截面组合底弯矩设计值之和；——节点左、右梁端反时针或顺时针方向截面组合底弯矩设计值之和。 地震往复作用，两个方向的弯矩设计值均应满足要求，当柱子考虑顺时针弯矩之和时，梁应考虑反时针方向弯矩之和，反之亦然。若采用对称配筋，可取用两组中较大者计算配筋。由于框架结构的底层柱过早出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力。同时，随着框架梁铰的出现，由于塑性内力重分布，底层柱的反弯点具有较大的不确定性。因此，对一、二、三级框架《抗震规范》规定：其底层柱下端截面的弯矩设计值，应乘以增大系数1.5。第一层梁与B柱节点的梁端弯矩值由美丽组合表19查得。：左震300.31+127.15＝427.46KN·m右震80.07+175.36＝255.43KN·m取＝427.46KN·m第一层梁与B柱节点得柱端弯矩值由内力组合表21查得。：左震222.85+227.32=450.17KN·m右震77.45+155.27＝232.72KN·m梁端取左震，也应取左震：＝450.17KN·m<1.1＝1.1×427.46=470.21KN·m取ˊ＝470.21KN·m将与ˊ得差值按柱得弹性分析弯矩值之比分配给节点上下柱端（即Ⅰ-Ⅰ、Ⅱ-Ⅱ截面）：McⅠ-Ⅰ＝×（470.21－450.17）＝9.92KN·mMcⅡ-Ⅱ＝×（470.21－450.17）＝10.12KN·mMcⅠ-Ⅰ＝222.85+9.92＝232.77KN·mMcⅡ-Ⅱ＝227.32+10.12=237.44KN·m对底层柱底（Ⅲ-Ⅲ截面）的弯矩设计值应考虑增大系数1.5。McⅢ-Ⅲ＝293.29×1.5＝439.94KN·m根据B柱内力组合表21，选择最不利内力，并考虑上述各种调整及承载力抗震调整系数后，各截面控制内力如下：Ⅰ-Ⅰ截面：①M＝232.77×0.8＝186.22KN·mN＝1431.89×0.8＝1145.51KN②M＝82.09KN·mN＝1788.07KNⅡ-Ⅱ截面：①M=237.44×0.8=189.95KN·mN＝1634.87×0.8＝1307.90KN②M＝40.46KN·mN＝2081.91KNⅢ-Ⅲ截面：①M＝439.94×0.8＝351.95KN·mN＝1677.19×0.8＝1341.75KN ②M＝20.23KN·mN＝2124.22KN截面采用对称配筋，具体配筋计算见表27，表中：e0＝ea＝0.12（0.3h0－e0），当e0h0时取ea＝0ei＝e0＋eaξ1＝0.2＋2.71ξ2＝1.15－0.011，当<15时取ξ2＝1.0η＝1＋（）2ξ1ξ2e＝ηei＋0.5h－asξ＝（大偏心受压）ξ＝（小偏心受压）As＝Asˊ＝（大偏心受压）As＝Asˊ＝（小偏心受压）上述各式中：e0——轴向力对截面行心的偏心距；ea——附加偏心距；ei——初始偏心距；ξ1——偏心受压构件的截面曲率修正系数；ξ2——考虑构件长习比对截面曲率的影响系数；η——偏心距增大系数；e——轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离；ξ——混凝土相对受压区高度；As、Asˊ——受拉、受压钢筋面积。表3-27柱正截面受压承载力计算 截面Ⅰ-ⅠⅡ-ⅡⅢ-ⅢM（KN·m）186.2282.09189.9540.46351.9520.23N（KN）1145.511788.071307.92081.911341.752124.22L0（mm）3300×1.25＝41254850×1＝4850bh0（mm2）500×465500×465500×465e0（mm）162.5745.90145.2319.43262.319.520.3h0（mm）139.5139.5139.5ea（mm）011.23014.42015.60ei（mm）162.5757.13145.2333.85262.3125.12L0/h8.259.79.7ξ11.00.5321.00.3971.00.346ξ21.01.01.01.01.01.0η1.1391.2111.2151.3671.1191.413ηei（mm）185.1769.18176.4546.27293.5235.95e（mm）400.17284.18391.45261.27508.52250.95ξ(ξb=0.544)0.3650.5700.4170.6630.4270.677偏心性质大偏心小偏心大偏心小偏心大偏心小偏心As＝Asˊ（mm2）172.06<0228.92<01438.47<0选筋4φ184φ254φ25+2φ22实配面积（mm2）101727242724ρ％0.872.342.34②斜截面承载能力计算以第一层柱为例，剪力设计值按下式调整：Vc＝1.1式中：Hn——柱净高；——分别为柱上、柱下端顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值。取调整后的弯矩值，一般层应满足＝1.1，底层柱底应考虑1.5的弯矩增大系数。由正截面计算中第Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控制内力得：Mcu＝237.44KN·mMcl＝439.94KN·mHn＝4.4mVc＝1.1×＝169.35KN柱得剪力承载力能力：V＝（fcbh0＋fyvh0＋0.056N） 式中：λ——框架得计算剪跨比。λ＝，当<1时，取λ＝1；当λ>3时，取λ＝3；N——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当N>0.3fcA时，取N＝0.3fcA0。λ＝＝＝4.73>3，取λ＝3.0N＝1634.87KN>0.3cA=0.3×12.5×500×500＝937.5KN取937.5KN设柱箍筋为4肢φ8＠150，则：V＝×（×12.5×500×465＋210×465＋0.056×937.5×103）＝337.43KN>169.35KN同时柱受剪力，截面应符合如下条件：Vc＝（0.2＋fcbh0）即×（0.2×12.5×500×465）＝683.82KN>169.35KN（4）节点设计根据地震震害分析，不同烈度地震作用下钢筋混凝土框架节点的破坏程度不同，7度地震时，未按抗震设计的多层框架结构节点较少破坏，再8度地震时，部分节点，尤其时角柱节点产生严重震害。因此，对不同的框架，应有不同的节点承载力和延性要求。《建筑结构抗震规范》（GBJ11－89）规定，对一、二级抗震等级的框架节点必须进行受剪承载力计算，而三级抗震等级的框架节点，仅按构造要求配筋，不再进行受剪承载力计算。3.2.8构造要求由于影响地震作用和结构承载力的因素很复杂，在对地震破坏的机理还不十分确定的情况下，对结构的许多方面难以做出准确的计算，因此依据大量的实际工程经验及震害调查资料，《建筑结构抗震规范》（GBJ11-89）提出了一系列合理的结构构造措施以保证结构的抗震能力。（1）梁的构造①截面尺寸框架梁的截面一般由三个条件确定；①最小构造截面尺寸要求；②抗剪要求；③受压区高度的限值。框架梁的截面高度hb一般按（1/8～1/12）lb（lb为梁的计算跨度）估算，且不宜大于1/4净跨，梁的高宽比bb/hb较小时，混凝土抗剪能力有较大降低，同时梁截面宽度不宜小于200mm和1/2bc（bc为柱宽） ，梁截面的最小尺寸还应满足竖向荷载作用下的刚度要求。为防止梁发生斜压破坏，保证混凝土具有一定的抗剪承载力和箍筋能够发挥作用，梁截面应满足抗剪要求：非抗震设计当hw/b≤4时，V≤0.25fcbh0当hw/b≥6时，V≥0.20fcbh0当425mm时，其锚固长度按表中数值增加5d采用；2.当螺纹钢筋直径d≤25mm时，其锚固长度按表中数值减少5d采用；3.在任何情况下，纵向受拉钢筋的锚固长度不应小于250mm。⑤梁支座负钢筋至少字柱边起延长ln/4（ln为梁的净跨）方可截断。非抗震设计时，纵向钢筋固要求见图23抗震设计时：①纵向受拉钢筋配筋率不应大于2.5%，也不应小于表24中的数值。表3-24抗震设计时，框架梁纵向受拉钢筋最小配分率抗震等级支座跨中一0.400.30二0.300.25三、四0.250.20②考虑到水平力产生的剪力在框架梁总剪力中占的比例很大，且水平力往复作用下，梁中剪力反号，反弯点移动的因素，在框架梁中不采用弯起钢筋，梁中全部剪力由箍筋和混凝土共同承担。梁截面上部和下部至少分别配置两根贯通全跨的钢筋，一、二级框架梁其直径不小于14mm，且不应小于梁端顶面和底面纵向钢筋中较大截面积的1/4，三、四级框架梁纵筋直径不小于12mm。③在地震反复荷载作用下，梁中纵向钢筋埋入柱节点的相当长度范围内，混凝土与钢筋的粘结力易发生破坏，因此，应比非抗震框架的锚固长度大。一级框架laE=la+10d二级框架laE=la+5d三、四级框架laE=la④一、二级框架梁纵向钢筋应伸过边柱节点中心线。当纵向钢筋在节点水平锚固长度不够时，应沿柱节点外边向下弯折。试验表明，伸入支座弯折锚固的钢筋，锚固力由弯折钢筋水平段的粘结强度和垂直段的弯折锚固作用所构成。水平段的粘结，是构成锚固的主要成份，它控制了滑移和变形，在锚固中起很大作用，故不应小于0.45laE。垂直段只在滑移变形较大时才受力，要求垂直段不小于10d，因随垂直段加长，其作用相对减小，故限制最大垂直段长度为22d，纵向钢筋的接头，一级框架中应采用焊接；二级框架中宜采用焊接。梁端部纵向受压钢筋与受拉钢筋面积的比值As’/As,一级框架不应小于0.5，二、三级框架不应小于0.3。因梁端部的底面和顶面纵向钢筋钢筋配筋量的比值，对梁的变形能力有较大影响。一方面，梁底面钢筋可增加负弯矩时塑性转动能力；另一方面，防止正弯矩作用时屈服过早或破坏过重而影响负弯矩作用是强度和变形能力的正常发挥。 抗震设计时，框架梁纵向钢筋锚固要求见图24。（3）梁的箍筋非抗震设计时：当梁中配有计算所需受压筋时，箍筋应为封闭形式；当一层内纵向钢筋多于三根时，应设置复合箍筋，当梁宽〈400，且一层内的纵向受压钢筋不应多于四根时，可不设置复合箍筋。①箍筋配筋率ρsv≤0.02fc/fyv②箍筋的间距，在绑扎骨架中不应大于15d，在焊接骨架中不应大于20d,并应满足表25要求。表3-25非抗震设计时框架梁箍筋最大间距（mm）Vh>0.07fch0≤0.07fch0150800300500④在梁中纵向钢筋搭接长度范围内，当搭接钢筋为受拉时，箍筋间距不应大于5d，且不应大于100；当搭接钢筋为受拉钢筋为受压时，箍筋间距不应大于10d，且不应大于200（d为纵筋最小直径）。抗震设计时：①箍筋应做135o弯钩，弯钩端头直段长度不应小于10d（d为箍筋直径）。②根据试验和震害调查，发现梁端破坏主要集中杂1.5～2.0倍梁高的范围内。为保证梁具有足够的延性，提高塑性铰区压区混凝土的极限压应变值，并防止塑性铰区最终发生斜裂缝破坏，在梁端纵筋屈服范围内，加密封闭式箍筋，对提够梁的变形能力十分有效。同时，为防止压筋过早压曲，应限制箍筋间距。试验表明，当纵向钢筋屈服区内配置箍筋间距小于6d～8d(d为纵向钢筋直径)时，在压区混凝土彻底压溃前，压筋一般不会发生压曲现象，能充分发挥梁的变形能力。为此规定了梁的加密区长度，箍筋最大间距及最小直径，如表3-26所示。表3-26梁加密区长度、箍筋最大间距及最小直径（mm）抗震等级加密区长度（取较大值）箍筋最大间距（取较小值）箍筋最小直径一2hb,500hb/4,6d,100φ10二1.5hb,500hb/4,8d,100φ8三1.5hb,500hb/4,8d,150φ8四1.5hb,500hb/4,8d,150φ6 注：d为纵筋直径，hb为梁高。非加密区箍筋间距不应大于hb/2，bb及250mm①加密区箍筋的肢距，一、二级不应大于200mm,三、四级不宜大于200mm。纵向钢筋每排多于4根时，每隔一根宜用箍筋或拉筋固定，梁端第一箍筋距柱边一般为50mm②沿梁全长，箍筋的配筋率ρsv不应小于下列规定：一级抗震0.035fc/fyv二级抗震0.030fc/fyv三、四级抗震0.025fc/fyv（2）柱的构造柱截面尺寸框架柱截面尺寸一般由三个条件确定：①最小构造截面尺寸要求；②轴压比的要求③抗剪要求。由构造要求，框架柱截面高度hc不宜小于400，柱截面宽度bc不宜小于300mm；hc/bc不应超过1.5，应尽量采用方柱。由于短柱的延性较差，容易产生见切破坏，故柱净高Hc与柱截面在边长hc之比不宜小于4。若实际工程中避免不了的短柱，应采取构造措施，提高柱的延性及抗剪能力。当轴力过大时，柱的延性减小，易产生脆性破坏，所以柱的竖向荷载和地震作用组合下的轴力应满足轴压比μc的要求：一级框架μc≤0.7二级框架μc≤0.8三级框架μc≤0.9柱截面尺寸还应满足抗剪强度要求：非抗震设计Vc≤0.25fcbh0抗震设计Vc≤1/γRE（0.25fcbh0）柱的纵向钢筋①框架柱宜采用对称配筋以适应水平荷载和地震作用正反两向的要求。②框架柱纵向钢筋最大配筋率ρmax（包括柱中全部纵筋）在非抗震时不应大于5%，抗震设计时不应大于4%，在搭接区段内不应大于5%；当柱净高与截面有效高度之比为3～4时（短柱），其纵向钢筋单边配筋率不宜超过1.2%，并沿柱全长采用符合箍筋。③为保证柱的延性，框架柱中全部纵向钢筋截面面积与柱有效结脉内积之比ρ不应小于ρmin(见表27)。表3-27框架柱纵向钢筋最小配筋百分率 设计类别构件非抗震设计抗震设计一二三四中柱、边柱0.40.80.70.60.5角柱0.41.00.90.80.7④框架柱中纵向钢筋间距不应过大，以便对核心混凝土产生约束作用。在非抗震设计时，不应大于350mm，抗震设计时，不应大于200mm。⑤纵向钢筋的接头，一级框架应采用焊接接头，二级框架底层应采用焊接接头，其他层宜采用焊接接头，三级框架可采用搭接接头，但底层宜采用焊接接头。纵向钢筋接头应避开柱端加密区，同一截面内的接头钢筋面积不宜大于总钢筋面积的1/2，相邻接头间距，焊接时不小于500mm,搭接时不小于600mm，接头最低点距楼板面至少750mm，并不小于柱截面长边尺寸。⑥纵筋的搭接长度，非抗震设计时，不小于1.2la;一级抗震设计时，不小于1.2la+10d;二级不小于1.2la+5d；三、四级不小于1.2la。①框架顶层柱的纵向钢筋应锚固在柱顶或伸入板、梁内，其锚固长度自梁底面起算为lw,抗震设计时，一级不小于la+10d；二级不小于la+5d；三、四级不小于la；且至少有10d以上的直钩长度，非抗震设计也不小于la，如图23所示。图3-23顶层柱纵向钢筋锚固柱的箍筋箍筋对框架柱的抗震能力至关重要，历次震害表明，箍筋过细，间距太大，构造不合适是框架柱破坏的重要原因。箍筋对柱的核心混凝土起着有效的约束作用，提高配箍率可以显著提高受压区混凝土的极限压应变，从而增加柱的延性，柱的箍筋有以下构造要求：①柱箍筋宜采用复合箍筋，当每边纵筋大于或等于4根时，宜采用井字型箍筋，有抗震设防要求时，纵筋至少每隔一根有箍筋或拉筋拉接，以固定其位置，并使纵筋在两个方向都有约束。如图**所示。②柱箍筋的肢距不宜大于200mm，为保证箍筋能在核心混凝土内锚固，在地震荷载作用下，混凝土保护层脱落后钢筋仍不散开，继续约束核心混凝土。箍筋应做135o弯钩，弯钩端头直段不小于10d（d为箍筋直径），如图所示。③柱端箍筋加密区范围为：截面高度（或圆柱直径）、柱净高的1/6和450mm 三者中的较大值，对底层柱底，取刚性地面上下个500mm。一级框架角柱及任何框架中的短柱，需要提高变形能力的柱，沿柱全高加密箍筋。①加密区箍筋最大间距及最小直径应满足表28要求。图3-24柱箍筋形式图3-25箍筋形状表3-28加密区箍筋最大间距及最小直径（mm）抗震等级箍筋最大间距（采用较小值）箍筋最小直径一6d,100Φ10二8d,100Φ8三8d,150Φ8四8d,150Φ6框架柱，截面尺寸不大于400mm时，箍筋最小直径可采用Φ6；角柱、短柱箍筋间距不应大于100mm②柱加密区箍筋的体积配箍率，应满足表29的要求（体积配箍率ρ=VSV/VC；VC为混凝土体积；VSV为在VC内箍筋的体积）。表3-29柱加密区箍筋最小体积配箍率（%）抗震等级箍筋形式柱轴压比〈0.40.4～0.6〉0.6一普通箍、复合箍0.81.21.6螺旋箍0.81.01.2二普通箍、复合箍0.6～0.80.8～1.21.2～1.6螺旋箍0.60.8～1.01.0～1.2三普通箍、复合箍0.4～0.60.6～0.80.8～1.2螺旋箍0.40.60.8注：计算箍筋体积配箍率时，不计重叠部分的箍筋体积。③非加密区的箍筋不应小于加密区箍筋的50%，为施工方便，宜不改变直径而将间距扩大一倍，但对一、二级抗震，间距不宜大于10d,三级不宜大于15d（d为纵筋直径）。 ①纵向钢筋搭接接头处，箍筋间距应符合以下要求：纵筋受拉时，不大于5d及100mm纵筋受压时，不大于10d及200mm4楼板（盖）设计4.1设计资料楼盖采用现浇钢筋混凝土双向板结构，活载标准值为2.0kN/m2荷载系数1.4，钢筋混凝土楼盖平面示意图如下：图4-1楼盖平面示意图板底的梁宽为250mm，墙体厚200mm，板厚取120mm。楼板的做法为：水磨石地面，粉底或吊顶。混凝土强度等级为C20，钢筋Ⅰ级。4.2荷载计算 恒载系数取1.2；活载系数取1.4。恒载：120mm混凝土板：25kN/m3×0.12m＝3.0kN/m2水磨石地面：0.65kN/m2吊顶或粉底：0.5kN/m2共计：4.15kN/m2活载：2.0kN/m2总计：1.2×4.15＋1.4×2.0＝7.78kN/m24.2.1B1区板的计算（1）计算跨度：取：由于B1区板为四边连续板，内力折减系数为0.8。假设板的跨中钢筋在距支座处截断一半，则：跨中截面：支座截面：（2）求x方向跨中截面钢筋：选筋：Φ6@200 As=141㎜2（3）求x方向支座截面钢筋：选筋：Φ6@100As=283㎜2（4）求y方向跨中截面钢筋：选筋：Φ6@200As=142㎜24.2.2B2区板的计算：（1）计算跨度：由于B2区板为三边连系，一长边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。又由于短边支座a为B及B2区格的共同支座，B2区格长边支座弯距为已知，mx’=4.82KN/m=90mm、=100mm、=0.95（2）求x方向跨中截面钢筋：选筋：Φ6@150As=142㎜2 （3）求x方向支座截面钢筋：选筋：Φ8@125As=402（4）求y方向跨中截面配筋：选筋：Φ6@200As=142㎜2(5)求y方向支座截面配筋：As=2×108.22=216.44㎜2选筋：Φ6@150As=226㎜24.2.3B3区板的计算（1）计算跨度：由于B3区板有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。又由于短边支座a为B1及B3区格的共同支座，B1区格长边支座弯距为已知，（2）求x方向跨中截面配筋：B3板与B2板在y方向上支座弯矩相同，、、值同前。选筋：Φ6@150As=189㎜2 （3）求x方向支座截面配筋：选筋：Φ8@130As=387㎜2（4）求y方向跨中截面配筋：/m选筋：Φ6@200As=142㎜24.2.4B4板配筋计算：（1）计算跨度：由于B4为角区格，内力折减系数为1.0又由于短边支座c为B4及B2区格的共同支座，长边支座d为B4及B3区格的共同支座,可知：按跨中钢筋全部插入支座计算（2）求x方向跨中截面配筋：选筋：Φ6@100As=283mm2（3）求y方向跨中配筋： 选筋：Φ6@150As=189mm25标准层楼梯的设计5.1基本设计依据某七层旅馆室内楼梯平面图见图5-1。结构安全等级为二级。结构重要性系数r0=1。活荷载标准值qk=2.0KN/㎡。主要选用材料：平台板及楼梯段受力及构造钢筋均用HPB235级钢筋（φ），平台梁纵向受力钢筋用HRB335级钢筋（φ）。混凝土C20。主要材料做法：踏步面层贴大理石踏步面层50mm厚，梯段板下抹麻刀灰20mm厚，采用金属条栏杆。 图5-1楼梯计算简图5.2梯段板TB-1板的计算5.2.1梯段板TB-1的计算踏步板的倾角：板厚：取t=130mm5.2.2荷载计算荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数荷载设计值（KN/m）恒荷载g（kN/m）栏杆自重踏步梯段板自重（厚130mm）预制水磨石面层（厚50mm）梯段板板下抹灰（厚20mm）0.2r2（）=25（）=5.23r1c1（e+d）/e=22.6×0.05（0.30+0.15）/0.30=1.7r3（）=17×=0.381.21.21.21.20.246.282.040.46恒荷载g小计7.519.02活荷载q2.01.42.8总计p9.5111.82表5-1TB-1板荷载计算5.2.3内力及截面承载力计算（1）正截面承载力计算取h0=t-20=130-20=110mmln=3000mm考虑到梯段板两断与梁的固结作用，板跨中的最大弯矩： KN·m根据《混凝土结构设计规范》GB50010—2002板的配筋应按下列公式计算采用HPB235级钢筋=2100AS-2.297AS2AS=533.89mm2选用φ10@130。AS=604mm2〉533.89mm2（2）斜截面承载能力计算由于由此可证明梯段板抗剪承载能力较大，设计楼梯时不需要对梯段斜截面进行验算。5.3TB-2平台板计算5.3.1计算简图及截面尺寸计算简图如图a所示受力状态示为单跨简支梁如图b所示图5-2计算简图取板厚：t=70mmh0=70-20=50mm 5.3.2荷载计算表5-3平台板TB-2荷载计算5.3.3内力及承载力计算荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数荷载设计值（KN/m）恒荷载g（kN/m）预制水磨石面层（厚50mm）踏步梯段板自重（厚100mm）平台板板下抹灰（厚20mm）1.130.381.21.21.21.362.100.46恒荷载g小计3.263.92活荷载q2.01.42.8总计p5.266.72荷载设计值：P=6.72KN/mKN/m由板的配筋应按下列公式计算采用HPB235级钢筋=16800AS-2.297AS2AS=236.35mm2选用φ6@110。AS=257mm2〉236.35mm25.4平台梁TL-1计算5.4.1计算简图及截面尺寸由图可知平台梁两端支承在砖墙上，可按单跨简支梁计算，不考虑平台板的影响。梁的计算跨度：l=ln+a=（3600-240）+240=3600mm〉1.05ln=3528mm取l=3600mm梁的截面尺寸选：b×h=250mm×350mm h0=350-35=315mm5.4.2荷载计算作用在TL-1梁上的荷载主要是由平台板、梯段板传来的反力及自重。如下所示：TB-2平台板传来的荷载：6.72×1.68×0.5=5.64KN/mTB-1梯段板传来的荷载：11.82×3.0×0.5=17.73KN/mTL-1梁自重（包括外表抹灰）：25×0.30×0.37×1.2=3.33KN/mP总=5.64+17.73+3.33=26.7KN/m5.4.3内力及承载力计算（1）内力计算：KN/mKN（2）正截面受弯承载力计算已知KNh0=315mm采用HRB335级钢筋mm2选用3φ16@180AS=603mm2或4φ16AS=615mm2均满足配筋验算要求。（3）斜截面承载能力验算①验算梁截面尺寸KN>44.86KN截面尺寸满足设计要求②验算配箍量KN>44.86KN均满足要求，不需要计算箍筋。选用φ6@200的构造箍筋。5.4.4平台梁在砖墙上的支承长度验算对于跨度6m的钢筋混凝土梁，梁端有效支承长度：h0—梁的截面高度mmf—砌体抗压强度设计值N/mm2 本设计选MU10粘土砖，M5D混合砂浆，f=1.58N/mm2==149mm取满足要求。6首层楼梯的设计6.1基本设计依据某七层旅馆室内楼梯平面图见图6-1。结构安全等级为二级。结构重要性系数r0=1。活荷载标准值qk=2.0KN/㎡。主要选用材料：平台板及楼梯段受力及构造钢筋均用HPB235级钢筋（φ），平台梁纵向受力钢筋用HRB335级钢筋（φ）。混凝土C20。主要材料做法：踏步面层贴大理石踏步面层50mm厚，梯段板下抹麻刀灰20mm厚，采用金属条栏杆。6.2梯段板TB-1板的计算6.2.1梯段板TB-1的计算踏步板的倾角：板厚：取t=130mm6.2.2荷载计算6.2.3内力及截面承载力计算（1）正截面承载力计算取h0=t-20=130-20=110mmln=3000mm考虑到梯段板两断与梁的固结作用，板跨中的最大弯矩：KN·m根据《混凝土结构设计规范》GB50010—2002板的配筋应按下列公式计算荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数荷载设计值（KN/m） 恒荷载g（kN/m）栏杆自重踏步梯段板自重（厚130mm）预制水磨石面层（厚50mm）梯段板板下抹灰（厚20mm）0.2r2（）=25（）=5.23r1c1（e+d）/e=22.6×0.05（0.30+0.15）/0.30=1.7r3（）=17×=0.381.21.21.21.20.246.282.040.46恒荷载g小计7.519.02活荷载q2.01.42.8总计p9.5111.82表6-2TB-1板荷载计算采用HPB235级钢筋=2100AS-2.297AS2AS=788.67mm2选用φ10@95AS=826mm2〉788.67mm2（2）斜截面承载能力计算由于由此可证明梯段板抗剪承载能力较大，设计楼梯时不需要对梯段斜截面进行验算。6.3TB-2平台板计算6.3.1计算简图及截面尺寸计算简图如图a所示受力状态示为单跨简支梁如图b所示板厚：t=70mmh0=70-20=50mm6.3.2荷载计算表6-3平台板TB-2荷载计算 荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数荷载设计值（KN/m）恒荷载g（kN/m）预制水磨石面层（厚50mm）踏步梯段板自重（厚100mm）平台板板下抹灰（厚20mm）1.130.381.21.21.21.362.100.46恒荷载g小计3.263.92活荷载q2.01.42.8总计p5.266.726.3.3内力及承载力计算荷载设计值：P=6.72KN/mKN/m由板的配筋应按下列公式计算采用HPB235级钢筋=16800AS-2.297AS2AS=213.5mm2选用φ6@130。AS=218mm2〉213.5mm26.4平台梁TL-1计算6.4.1计算简图及截面尺寸由图可知平台梁两端支承在砖墙上，可按单跨简支梁计算，不考虑平台板的影响。梁的计算跨度：l=ln+a=（3600-240）+240=3600mm〉1.05ln=3528mm取l=3600mm 梁的截面尺寸选：b×h=250mm×350mmh0=350-35=315mm6.4.2荷载计算作用在TL-1梁上的荷载主要是由平台板、梯段板传来的反力自重。如下所示：TB-2平台板传来的荷载：6.72×1.6×0.5=5.38KN/mTB-1梯段板传来的荷载：11.82×3.6×0.5=21.28KN/mTL-1梁自重（包括外表抹灰）：25×0.30×0.37×1.2=3.33KN/mP总=5.38+21.28+3.33=29.99KN/m6.4.3内力及承载力计算（1）内力计算：KN/mKN（2）正截面受弯承载力计算已知KNh0=315mm0.178采用HRB335级钢筋mm2选用3φ16@180AS=603mm2或4φ16AS=615mm2均满足配筋验算要求。（3）斜截面承载能力验算a验算梁截面尺寸KN>50.38KN截面尺寸满足设计要求b验算配箍量KN>50.38KN均满足要求，不需要计算箍筋。选用φ6@200的构造箍筋。6.5平台梁在砖墙上的支承长度验算对于跨度6m的钢筋混凝土梁，梁端有效支承长度： h0—梁的截面高度mmf—砌体抗压强度设计值N/mm2本设计选MU10粘土砖，M5D混合砂浆，f=1.58N/mm2==149mm取满足要求。7基础设计7.1地基条件7.1.1该工程场区地势平坦，土层分布比较规律，地基承载力为120～140KN/m2.持力层为轻质粘土.7.1.2冻土厚度400mm.7.1.3地下水位约为7m.7.1.4水质对于混凝土无侵蚀.7.1.5上部结构为框架结构，同一列柱传下来的竖向荷载相同，本设计以横向中框架B柱为例，其传至基础的荷载N＝2217.26KN，M=257.26K，因荷载较大，故选用桩基础.（1）采用混凝土灌注桩基础，桩长初步定为10m采用沉管灌注桩，直径为300mm，面积为0.071m2.。（2）承台厚度初步定为900m,深1.4m.（3）估算单桩承载力，桩的有效计算长度为10m,地基土指标，该地基为粉质粘土，查表知：qsik＝28.6Kpa，qsp＝900Kpa.li=10mRk＝qpAp+upΣqsikli＝900×0.071+0.94×28.6×10=332.74KNR＝1.2×32.74=399.29KN按桩身材料验算，混凝土等级为C20,fc＝10mm2，ft＝1.1N/mm2R＝0.9×10×0.07×103=639.00KN>399.29KN0.9为混凝土验算系数。(4)估算桩基根数及承台面积考虑土重及偏心荷载的影响.桩基根数取n＝≈8灌注桩中心至承台边缘距离为300mm，，承台面积为A＝4.455m2 图7-1桩布置(5)计算单桩承受外力荷载作用下在轴力平面内承台面积形心弯矩My＝257.26K，xmax＝0.9mΣxi2＝0.92×4=4.86m承台底室内外平均深度承台总体积3.3*1.35*1.19=5.30m3承台土的容重为：y0=20KN/m3则承台及上土的总重为G=5.3*20=106KN单桩承受的外力为偏心荷载作用下，最边缘的柱受力安全。7.2承台板厚度验算7.2.1冲切验算Q＝399.29×2=798.58KNAs=0.6ftAs＝0.6×1100×1.15=759KN<798.58KN调整厚度，h0＝0.9则As=0.6ftAs＝0.6×1100×1.26=831.6KN>798.58KN，满足要求.7.2.2角桩冲切验算 弧长Sr的半径0.6ftA＝0.6ft＝0.6×1100*(0.32+2.26)/2*0.9=766.26KN>399.29KN满足要求.7.2.3抗剪计算各桩承反力＝434.16KN＝233.47KN＝277.16KN桩一边各桩净反力总和为截面的平均宽度：=（1.35+3.3）/2=2.325M0.07fc＝0.07×10×1.875×0.9=1181>997.2KN符合要求.7.3承台板配筋右边各桩对桩边Ⅰ－Ⅰ截面取力矩MⅠ－Ⅰ=320.84×0.45×2＝288.76K上面各桩对桩边Ⅱ－Ⅱ截面取力矩MⅡ－Ⅱ=（233.47+277.16+320.84）×0.75/2＝415.64K截面所需钢筋的面积平行x轴放置即Ф14@90As=1710mm2截面Ⅱ－Ⅱ所需钢筋面积 平行y轴放置即Ф16@80As=2513mm'