某六办公楼框架结构设计计算书论文

'某六办公楼框架结构设计计算书毕业论文目录第一部分：工程概况…………………………………………………………1建筑地点、建筑类型、建筑介绍、门窗使用、地质条件……………………1柱网与层高………………………………………………………………………1框架结构承重方案的选择………………………………………………………2框架结构的计算简图……………………………………………………………2梁、柱截面尺寸的初步确定……………………………………………………3第二部分：框架侧移刚度的计算…………………………………………5横梁、纵梁、柱线刚度的计算…………………………………………………5各层横向侧移刚度计算…………………………………………………………6各层纵向侧移刚度计算…………………………………………………………12第三部分：重力荷载代表值的计算……………………………………13资料准备…………………………………………………………………………13重力荷载代表值的计算…………………………………………………………14第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算……23横向自振周期的计算……………………………………………………………23水平地震作用及楼层地震剪力的计算…………………………………………24多遇水平地震作用下的位移验算………………………………………………27水平地震作用下框架内力计算…………………………………………………28风荷载作用下的框架内力计算…………………………………………………第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算…………………32计算单元的选择确定……………………………………………………………32荷载计算…………………………………………………………………………33内力计算…………………………………………………………………………40梁端剪力和柱轴力的计算………………………………………………………4578 横向框架内力组合………………………………………………………………46框架柱的内力组合………………………………………………………………54柱端弯矩设计值的调整…………………………………………………………57柱端剪力组合和设计值的调整…………………………………………………60第六部分：截面设计…………………………………………………………62框架梁……………………………………………………………………………62框架柱……………………………………………………………………………68框架梁柱节点核芯区截面抗震验算……………………………………………78第七部分：楼板设计…………………………………………………………82楼板类型及设计方法的选择……………………………………………………82设计参数…………………………………………………………………………82弯矩计算…………………………………………………………………………83截面设计…………………………………………………………………………87第八部分：楼梯设计…………………………………………………………91设计参数…………………………………………………………………………91楼梯板计算………………………………………………………………………91平台板计算………………………………………………………………………93平台梁计算………………………………………………………………………94第九部分：框架变形验算…………………………………………………96梁的极限抗弯承载力计算………………………………………………………96柱的极限抗弯承载力计算………………………………………………………97确定柱端截面有效承载力Mc……………………………………………………98各柱的受剪承载力Vyij的计算…………………………………………………99楼层受剪承载力Vyi的计算……………………………………………………100罕遇地震下弹性楼层剪力Ve的计算…………………………………………101楼层屈服承载力系数ξyi的计算………………………………………………101层间弹塑性位移验算…………………………………………………………10378 第十部分：科技资料翻译………………………………………………104科技资料原文…………………………………………………………………104原文翻译………………………………………………………………………113第十一部分：设计心得……………………………………………………120参考资料…………………………………………………123第一部分：工程概况建筑地点：大同市建筑类型：六层办公楼，框架填充墙结构。建筑介绍：建筑面积约8000平方米，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。门窗使用：大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.2m×2.4m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.8m×2.1m。地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为7度。柱网与层高：本办公楼采用柱距为7.8m的内廊式小柱网，边跨为6.9m，中间跨为2.1m，首层高取3.9m，其余层取3.6m。如下图所示：78 柱网布置图框架结构承重方案的选择：竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。框架结构的计算简图：框架结构的计算简图78 纵向框架组成的空间结构横向框架组成的空间结构本方案中，需近似的按纵横两个方向的平面框架分别计算。梁、柱截面尺寸的初步确定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案因1/12×6900=575mm78 ，截面宽度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*600。2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：（1）柱组合的轴压力设计值N=βFgEn注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。F按简支状态计算柱的负载面积。gE折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取14KN/m2。n为验算截面以上的楼层层数。（2）Ac≥N/uNfc注：uN为框架柱轴压比限值，本方案为二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.8。fc为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm2。3、计算过程：对于边柱：N=βFgEn=1.3×25.92×14×6=2830.464（KN）Ac≥N/uNfc=2830.464×103/0.8/14.3=247418.18（mm2）取600mm×600mm对于内柱：N=βFgEn=1.25×34.56×14×6=3628.8（KN）Ac≥N/uNfc=3628.8*103/0.8/14.3=317202.80（mm2）取600mm×600mm梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30300×600250×500300×800柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h78 1C30600×6002-6C30600×600第二部分：框架侧移刚度的计算一、横梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）AB跨、CD跨3.0×104300×6005.40×10969002.35×10103.53×10104.70×1010BC跨3.0×104250×5002.60×10921003.71×10105.57×10107.43×1010二、纵梁线刚度ib的计算：类别Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5EcI0/l（N·mm）2EcI0/l（N·mm）③④跨3.0×104300×8005.4×10990001.80×10102.7×10103.6×1010其它跨3.0×104300×8005.4×10978002.08×10103.12×10104.16×1010三、柱线刚度ic的计算：I=bh3/12层次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）149003.0×104600×6001.08×10106.61×10102--636003.0×104600×6001.08×10109.00×1010四、各层横向侧移刚度计算：(D值法)1、底层①、A-2、D-2、A-5、D-5（4根）78 K=0.353αc=(0.5+K)/(2+K)=0.362Di1=αc×12×ic/h2=0.362×12×12.77×1010/49002=25112②、A-1、A-6、D-1、D-6、（4根）K=3.38/12.77=0.266αc=(0.5+K)/(2+K)=0.338Di2=αc×12×ic/h2=0.338×12×12.77×1010/49002=23447③、B-1、C-1、B-6、C-6（4根）K=（2.5+3.38）/12.77=0.460αc=(0.5+K)/(2+K)=0.390Di3=αc×12×ic/h2=0.390×12×12.77×1010/49002=27055④、B-2、C-2、B-5、C-5（4根）K=（3.34+4.5）/12.77=0.614αc=(0.5+K)/(2+K)=0.426Di4=αc×12×ic/h2=0.426×12×12.77×1010/49002=29552⑤、B-3、B-4、C-3、C-4（4根）K=（3.34+3.38）/12.77=0.526αc=(0.5+K)/(2+K)=0.406Di5=αc×12×ic/h2=0.406×12×12.77×1010/4900278 =28165⑥、A-3、A-4、D-3、D-4（4根）K=3.34/12.77=0.262αc=(0.5+K)/(2+K)=0.337Di6=αc×12×ic/h2=0.337×12×12.77×1010/49002=23378∑D1=25112×4+23447×4+27055×4+29552×4+28165×4+23378×4=6268362、第二~六层：①、A-2、A-5、D-2、D-5（4根）K=4.5×2/（12.4×2）=0.363αc=K/(2+K)=0.154Di1=αc×12×ic/h2=0.154×12×12.4×1010/36002=17681②、A-1、A-6、D-1、D-6（4根）K=3.38×2/（12.4×2）=0.273αc=K/(2+K)=0.120Di2=αc×12×ic/h2=0.120×12×12.4×1010/36002=13778③、A-3、A-4、D-3、D-4（4根）K=（4.5+3.8）/（12.4*2）=0.318αc=K/(2+K)=0.13778 Di4=αc×12×ic/h2=0.137×12×12.4×1010/36002=15730④、B-1、C-1、B-6、C-6（4根）K=（2.5+3.38）×2/（12.4×2）=0.474αc=K/(2+K)=0.192Di5=αc×12×ic/h2=0.192×12×12.4×1010/36002=22044⑤、B-3、B-4、C-3、C-4（4根）K=（3.34+4.5）×2/（12.4×2）=0.632αc=K/(2+K)=0.240Di6=αc×12×ic/h2=0.240*12*12.4*1010/36002=27556⑥、A-3、A-4、D-3、D-4（4根）K=（3.34×2+4.5+3.38）/（12.4×2）=0.587αc=K/(2+K)=0.227Di7=αc×12×ic/h2=0.227×12×12.4×1010/36002=26063∑D2=17681×4+13778×4+15730×4+22044×4+2755678 ×4+26063×4=491408由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：层次123456∑Di（N/mm）626836491408491408491408491408491408∑D1/∑D2=626836/491408>0.7，故该框架为规则框架。五、各层纵向侧移刚度计算：同理，纵向框架层间侧移刚度为：层次123456∑Di（N/mm）846308645876645876645876645876645876∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故该框架为规则框架。第三部分：重力荷载代表值的计算一、资料准备：查《荷载规范》可取：①、屋面永久荷载标准值（上人）30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/m2三毡四油防水层0.4KN/m220厚矿渣水泥找平层14.5×0.02=0.29KN/m2150厚水泥蛭石保温层5×0.15=0.75KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2（二层9mm纸面石膏板、有厚50mm的岩棉板保温层）合计5.35KN/m2②、1-5层楼面：木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm）0.7KN/m278 120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25KN/m2合计3.95KN/m2③、屋面及楼面可变荷载标准值：上人屋面均布活荷载标准值2.0KN/m2楼面活荷载标准值2.0KN/m2屋面雪荷载标准值SK=urS0=1.0×0.25=0.25KN/m2（式中ur为屋面积雪分布系数）④、梁柱密度25KN/m2蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3二、重力荷载代表值的计算：1、第一层：（1）、梁、柱：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN）横梁6300300×600251.131228.253391500250×500250.1964.7528.5纵梁7200300×800251.731643.25692.003300300×800252.02850.5202.00类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱4900600×600251.7642444.11058.4（2）、内外填充墙重的计算：横墙：AB跨、CD跨墙：墙厚250mm，计算长度6600mm，计算高度3900-600=3300mm。单跨体积：0.25×6.6×3.3=4.68m3单跨重量：4.68×5.5=25.74KN78 数量：12总重：25.74×12=437.58KNBC跨墙：墙厚250mm，计算长度1500mm，计算高度3900-600=3300mm。单跨体积：1.5×3.3×0.24=1.19m3单跨重量：1.19×5.5=6.53KN数量：6总重：6.53×6=39.24KN横墙总重：437.58+39.24=476.82KN纵墙：①②跨外墙：单个体积：[（7.2×3.3）-（1.8×2.1×2）]×0.25=2.8656m3数量：16总重：2.8656×16×5.5=189.1296KN厕所外纵墙：体积：7.2×3.3-1.8×2.1=15.72m3总重：15.72×5.5=86.46KN楼梯间外纵墙：体积：3.3×3.3-1.8×2.1=6.72m3总重：6.72×5.5=36.96KN门卫外纵墙：体积：3.3×3.3-1.0×2.1=7.62m3总重：7.62×5.5=41.91KN内纵墙：单个体积：(7.2×3.3-1.5×2.1*2)×0.2=13.74m3单个重量：13.74×5.5=75.57KN数量：12总重：75.57×12=906.84KN厕所纵墙：单个体积：0.2×（3.9-0.1）×3.3=4.1175m3单个重量：4.1175×5.5=22.6463KN数量：2总重：22.6463×2=45.2926KN正门纵墙：总重：（9.9-2.4×2.12）×0.25×5.5=10.4544KN78 纵墙总重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544=1317.05KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：走廊窗户：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=0.84KN办公室窗户：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：20重量：1.8×2.1×0.4×20=40.9KN总重：0.84+40.992=41.832KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：24重量：1.5×2.1×0.15×24=11.21KN门：尺寸：2400mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：2.4×2.10.4×2=4.03KN总重：11.21+4.03=15.24KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：57.4416×6+80.4176+99.98=570.89（m2）恒载：3.95×570.89=2255.02KN78 活载：2.0×570.89=1141.78KN由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒+0.5×G活=（339+28.5）×1.05+（692+202）×1.05+476.82+1317.05+41.832+15.24+（2255.02+1141.78）×0.5=9618.58KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。2、第二层：（1）、梁、柱横梁：AB跨：300mm×600mm29.25KN×18根=526.5KNBC跨：250mm×500mm4.25KN×9根=38.25KN纵梁：819+63=882KN柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3600600×600251.5212438.0251368.9（2）、内外填充墙重的计算：横墙总重：463.5895KN纵墙：比较第二层纵墙与第一层的区别有：大厅：一层有铝门二层A③④、B③④、B④⑤跨有内墙。比较异同后，可得第二层纵墙总重为：1317.0466+（3.0×7.8-2×1.8×2.1）×0.2×5.5-3.9+（1.5×7.8-1.5×2.1）×0.2×5.5+（1.0×3.7-1.0×2.1）×0.2×5.5=1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.65378 =1344.3514KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：第一类：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：22重量：1.8×2.1×0.4×22=43.848KN第二类：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN总重：43.848+2.52=46.368KN（4）、门重计算：木门：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：25重量：1.5×2.1×0.15×25=11.772KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：570.89+34，8252=640.54（m2）恒载：3.95×640.54=2530.13KN活载：2.0×640.54=1281.08KN由以上计算可知，二层重力荷载代表值为G2=G恒+0.5×G活=（526.5+38.25）×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+463.5895+1344.3514+46.368+11.772+（2530.13+1281.08）×0.5=9910.1918KN78 注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。3、第三层至第五层：比较其与第三层的异同，只有B③④、B④⑤不同，可得三到五重力荷载代表值为：G3-5=9910.1918-10.593-4.653+（3.0×10.1-2×1.5×2.1）×0.2×5.5=9927.3386KN4、第六层重力荷载代表值的计算：横梁：526.5+38.25=564.75KN纵梁：882KN柱：计算高度：3600mm截面：600mm×600mm数量：24总重：0.60×0.60×3×25×24=798.525KN横墙：463.5895/2=231.7948KN纵墙：（1344.3514+32.3928-10.593-4.653）/2=680.7491KN窗重：46.368/2=23.184KN木门重：门高2100mm，计算高度为门的1500mm以上，故系数а=（2.4-1.5）/2.4=3/8则木门重：11.772×3/8=4.4145KN女儿墙重：（4.05+0.426）（41.1+15.9）=543.16KN屋面恒载、活载计算：恒载：640.54×5.35=3426.89KN活载：640.54×2.0=1281.08KN雪载：640.54×0.25=160.135KN由以上计算可知，六层重力荷载代表值为G6=G恒+0.5×G活=（564.75+882+798.525）×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+543.163426.89+（1281.08+160.135）×0.578 =10296.64KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi的计算结果如下图所示：第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算一、横向自振周期的计算：横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即：Ge=543.1608×[1+3×3.9/（3.6×5+4.9）]=650.8153（KN）基本自振周期T1（s）可按下式计算：T1=1.7ψT（uT）1/2注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。78 uT按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑DijuT=∑（△u）k注：∑Dij为第i层的层间侧移刚度。（△u）i为第i层的层间侧移。（△u）k为第k层的层间侧移。s为同层内框架柱的总数。结构顶点的假想侧移计算过程见下表，其中第六层的Gi为G6和Ge之和。结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）610404.290110404.290176260013.641265.98959927.338620331.628776260026.661252.68549927.338630258.967376260039.679225.68539927.338640186.305976260052.696186.00629910.191850096.497772953068.670133.3119618.583659715.081392381064.64064.64T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.6×(0.265989)1/2=0.526(s)二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85∑Gi78 =0.85×（9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+9753.4748+543.1608）=50666.3128（KN）2、计算水平地震影响系数а1查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.35s。查表得设防烈度为7度的аmax=0.15а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.35/0.526）0.9×0.15=0.09653、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=0.0965×50666.3128=4890.5658（KN）因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s0，说明x>al，则x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VA≤0，则Mmax=MA2）同理，BC跨在均布荷载作用下，如下图：78 VA=-（MA+MB）/l+q1l/2x可由下式解得：VA=q1x可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2第1层AB跨梁：梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38KN/m左震：MA=270.47/0.75=360.63KN·mMB=-367.14/0.75=-489.52KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=-（360.63+489.52）/6.9+10.15×6.9/2+21.38×6.9/3=-30.22KN<0则Mmax发生在左支座，Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）=375.72KN·mγReMmax=0.75×375.72=281.79KN·m右震：MA=-406.29/0.75=-541.72KN·mMB=226.48/0.75=301.97KN·mVA=-（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=（541.72+301.97）/6.9+10.15×6.9/2+21.38×6.9/3=205.03KN由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.1/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4mx=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38）=5.73mMmax=MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-541.72+205.03×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）2/2+21.38×2.1×（5.73-2.4/3）/278 =241.98KN·mγREMmax=0.75×241.98=181.48KN·m其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：跨间最大弯矩计算结果表层次123跨ABBCABBCABBCMmax281.79214.91234.07191.00206.00178.40层次456跨ABBCABBCABBCMmax151.44134.1581.5188.2029.2638.434、梁端剪力的调整：抗震设计中，三级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第6层，AB跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×4.5=5.4KN/mq2=1.2×（19.26+0.5×6.9）=27.43KN/mVGb=5.4×6.9/2+27.43×4.8/2=85.27KNln=6.9-0.60=6.3m左震：Mlb=18.54/0.75=24.72KN·mMrb=-132.97/0.75=-177.29KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/6.3+85.27]78 =91.71KN右震：Mlb=147.21/0.75=196.28KN·mMrb=6.4/0.75=8.53KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/6.3+85.27]=92.09KNBC跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×2.5=3.0KN/mVGb=3.0×2.1/2=3.15KNln=2.1-0.6=1.5m左震：Mlb=Mrb=36.72/0.75=48.96KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×48.96/1.5+11.83]=59.23KN右震：Mlb=Mrb=57.21/0.75=76.28KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×76.28/1.5+11.83]=87.33KN（2）、对于第1-5层，AB跨：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（14.22+0.5×6.9）=21.38KN/mVGb=10.15×6.9/2+21.38×4.8/2=87.85KN78 BC跨：q1=1.2×2.5=3.0KN/mq2=1.2×（7.11+0.5×3.6）=10.69KN/mVGb=3.0×2.1/2+10.69×1.2/2=10.01KN剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。六、框架柱的内力组合：取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：横向框架柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱顶M58.8416.43-85.0085.00-22.53143.2295.8693.61143.22-22.5295.86N195.3751.84-20.8220.82178.86219.46315.59307.02219.46178.86315.59柱底M-36.41-10.9418.66-18.66-19.50-55.89-60.09-59.01-60.09-19.50-60.09N233.3951.84-20.8220.82213.08253.68366.92352.64366.92213.08366.925柱顶M26.427.94-125.30125.30-94.82149.5243.6142.82149.52-94.8243.61N428.25103.68-58.6258.62374.93489.24681.82659.05489.24374.93681.82柱底M-30.65-9.2161.72-61.7228.45-91.91-50.59-49.67-91.9128.45-50.59N466.27103.68-58.6258.62409.14523.45733.14704.68523.45409.14733.144柱顶M30.659.21-152.88152.88-117.3180.7950.5949.67180.79-117.3350.59N661.13155.52-115.13115.13552.75777.251048.051011.1777.25552.751048.05柱底M-30.65-9.21101.92-101.9267.64-131.10-50.59-49.67-131.1067.64-50.59N699.15155.52-115.13115.13586.97811.471099.371056.7811.47586.971099.373柱顶M30.659.21-168.64168.64-132.7196.1550.5949.67196.15-132.7050.59N894.01207.36-187.91187.91714.711081.131414.271363.11081.13714.711414.27M-31.00-9.31137.98-137.98102.44-166.62-51.16-50.23-166.62102.44-51.1678 柱底N932.03207.36-187.91187.91748.931115.351465.601408.71115.35748.931465.602柱顶M30.169.08-161.28161.28-126.0188.4849.8048.90188.48-126.0249.80N1126.9259.20-267.10267.10870.421391.261780.501715.21391.26870.421780.50柱底M-34.58-10.48197.12-197.12156.35-228.03-57.16-56.17-228.03156.35-57.16N1164.9259.20-267.10267.10904.641425.481831.831760.81425.48904.641831.831柱顶M21.686.59-149.94149.94-123.7168.6735.8635.24168.67-123.7135.86N1359.8311.04-357.58357.581015.11712.402146.732067.21712.401015.122146.73柱底M-10.84-3.30405.39-405.39384.01-406.50-17.93-17.63-406.50384.01-17.93N1397.8311.04-357.58357.581049.31746.622198.062112.81746.621049.342198.06七、柱端弯矩设计值的调整：1、柱：第6层，按《抗震规范》，无需调整。第5层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=489.24×103/14.3/6502=0.08<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=523.45×103/14.3/6502=0.087<0.15，无需调整。第4层，同理也无需调整。第3层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=1081.13×103/14.3/6502=0.179>0.15。可知，一、二、三层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。78 ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。横向框架柱柱端组合弯矩设计值的调整（相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）层次654321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）143.2260.09149.5291.91180.79199.89199.89216.62216.62240.19247.36508.12γREN219.46366.92489.24523.45777.25811.471081.131115.351391.261425.481712.401746.62八、柱端剪力组合和设计值的调整：例：第6层：恒载SGk=（M上+M下）/h=（-54.84-36.41）/3.6=-25.35活载SQk=（M上+M下）/h=（-16.43-10.94）/3.6=-7.6地震作用SEk=（M上+M下）/h=（85.00+18.66）/3.6=28.79调整：1.2×（143.22+60.09）/3.6=67.77横向框架柱剪力组合与调整（KN）78 层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]126-25.35-7.6028.79-28.791.84-54.31-41.82-41.0667.775-15.85-4.7674.79-74.7956.51-89.33-26.16-25.6880.484-17.03-5.1270.78-70.7851.38-86.64-28.11-27.60126.893-17.12-5.1485.17-85.1765.32-100.76-28.25-27.74138.842-17.98-5.4399.56-99.5678.45-115.70-29.70-29.18152.271-6.92-2.10118.16-118.16108.03-122.38-11.44-11.24192.89·第六部分：截面设计一、框架梁：以第1层AB跨框架梁的计算为例。1、梁的最不利内力：经以上计算可知，梁的最不利内力如下：跨间：Mmax=281.79KN·m支座A：Mmax=406.29KN·m支座Bl：Mmax=367.14KN·m调整后剪力：V=182.70KN2、梁正截面受弯承载力计算：抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：（1）、考虑跨间最大弯矩处：按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，bf，=l/3=6.9/3=2.3m取2400mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=600-35=565mm，因为78 fcmbf，hf，（h0-hf，/2）=13.4×2400×120×（565-120/2）=1948.90KN·m>994.06KN·m属第一类T形截面。下部跨间截面按单筋T形截面计算：αs=M/（fcmbf，h02）=281.79×106/13.4/2400/5652=0.027ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027As=ξfcmbf，h0/fy=0.027×13.4×2400×565/310=1582.58mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742mm2。ρ=1742/300/565=1.0%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2400/565<0.35，符合三级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcmbf，h02）=[406.29×106-310×1742×(565-35)]/13.4/300/5652=0.199ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224可近似取As=M/fy/(h0-a,)=406.29×106/310/（565-35）=2472.86mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=367.14×106/310/（565-35）=2234.57mm2实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724mm2。78 ρ=2724/300/565=1.6%>ρmin=0.3%，又As，/As=1742/2724=0.64>0.3，满足梁的抗震构造要求。3、梁斜截面受剪承载力计算：（1）、验算截面尺寸：hw=h0=565mmhw/b=565/300=1.88<4,属厚腹梁。0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×565=605962.5N>V=182700N可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：0.07fcmbh0=0.07×14.3×300×565=169669.5N182700Nρsv=nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρsvmin=0.02fcm/fyv=0.02×14.3/210=0.14%加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。配筋图如下图所示：78 其它梁的配筋计算见下表：层次截面M（KN·m）ξ计算As，（mm2）实配As，（mm2）计算As（mm2）实配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A406.29<02472.864Ф25、2Ф22(2724)0.642.6加密区双肢Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Bl367.14<02234.574Ф25、2Ф22(2724)AB跨间281.790.101582.582Ф25、2Ф22(1742)支座Br226.77<02209.415Ф25(2454)0.804.8加密区四肢Ф8@80非加密区四肢Ф8@100BC跨间214.910.051931.364Ф25(1964)2支座A361.03<02197.365Ф25(2454)0.622.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl335.24<02108.445Ф25(2454)AB跨间234.070.091400.714Ф22(1520)支座Br202.110.311975.665Ф23(2077)0.874.3加密区四肢Ф8@10078 非加密区四肢Ф8@150BC跨间191.000.051724.414Ф24(1808)3支座A333.15<02027.695Ф23(2077)0.602.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl318.29<01937.265Ф23(2077)AB跨间206.000.081162.123Ф23(1246)支座Br189.400.231851.395Ф22(1900)0.843.80加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150BC跨间178.400.041590.364Ф26(1593)4支座A278.59<01695.604Ф24(1808)0.541.6加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl258.67<01574.364Ф24(1808)AB跨间151.440.07891.012Ф25(982)支座Br145.150.161418.843Ф25(1473)0.853.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间134.150.031211.714Ф20(1256)5支座A210.98<01284.133Ф25(1473)0.351.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Bl196.86<01198.173Ф25(1473)AB跨间81.510.05479.982Ф18(509)支座Br98.260.03960.485Ф16(1005)1.132.4加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间88.200.03795.183Ф22(1140)6A147.21<0895.985Ф16(1005)0.310.8加密区双肢Ф78 支座8@100非加密区双肢Ф8@150Bl132.97<0809.305Ф16(1005)AB跨间29.260.04170.092Ф14(308)支座Br57.210.07559.243Ф16(603)0.761.2加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150BC跨间38.430.01340.793Ф14(461)二、框架柱：1、柱截面尺寸验算：根据《抗震规范》，对于三级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.9。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0柱660056014.3190.9690.36489.233.46>20.086<0.8560056014.3199.36107.31697.933.05>20.123<0.8460056014.3266.52169.191081.962.58>20.191<0.8360056014.3288.83185.121487.132.56>20.262<0.8260056014.3320.25203.031900.642.59>20.335<0.8160056014.3677.49257.192328.833.99>20.353<0.8例：第1层的柱：柱截面宽度：b=600mm78 柱截面有效高度：h0=600-40=560mm混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）柱端剪力计算值：Vc=192.89/0.75=257.19KN柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83KN剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103/257.19/560=3.99>2轴压比：N/fcmbh0=2328.83*103/14.3/600/560=0.353<0.92、柱正截面承载力计算：先以第1层的柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12KN·m，N=1746.62KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=508.12×106/(1746.62×103)=290.92mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即600/30=20mm，故取ea=20mm。柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱，l0=1.0H=4.9m初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+20=310.92mm因为长细比l0/h=4900/600=8.17>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（1746.62×103）=2.006>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.712×560/1400/310.92/600=1.068轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=1.068×310.92+600/2-40=645.62mm78 对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/600/560=0.264<ξb=0.544为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)=[1746.62×103×645.62-0.264×(1-0.5×0.264)×14.3×600×5602]/310/(560-40)=668.41(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax=2198.06KN，M=-17.93KN·m此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×106/(2198.06×103)=8.16mm初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+23.33=31.49mm长细比l0/h=4900/600=8.17>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（2198.06×103）=1.594>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+6.712×560/1400/31.49=1.674ηei=1.674×31.49=52.71mm<0.3h0=0.3×560=198mm,故为小偏心受压。轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=52.71+600/2-40=362.71mmξ=（N-ξbfcmbh0）/[(Ne-0.45fcmbh02)/(0.8-ξb)/(h0-as,)+fcmbh0]+ξb按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh02.因为N=2198.06KN<ξbfcmbh0=0.544×14.3×600×560=3593.99KN故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，单侧配筋率ρsmin≥0.2%，故78 As,=As=ρsminbh=0.2%×600×600=980mm2选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8%3、柱斜截面受剪承载力计算：以第1层的柱为例，查表可知：框架柱的剪力设计值Vc=192.89KN剪跨比λ=3.99>3，取λ=3轴压比n=0.353考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值N=1746.62KN<0.3fcmbh=0.3×14.3×6002/103=2102.1KN故取N=1746.62KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×600×560/(3+1)+0.056×1746.62×103=279723.22N>192890N故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×550×8/100/550/550=1.0%>0.6%,符合构造要求。注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。s为箍筋间距。非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，柱的配筋图如78 下图所示：其它各层柱的配筋计算见下表：柱A柱层次123截面尺寸600×600600×600600×600组合一二一二一二M（KN·m）508.12-17.93240.1957.16216.6251.16N（KN）1746.622198.061425.481831.831115.351465.60V（KN）192.89152.27138.84e0（mm）290.928.16168.5031.20194.2234.91ea（mm）23.3323.3321.6721.6721.6721.67l0（m）4.74.73.63.63.63.678 ei（mm）314.2531.49190.1752.87215.8956.58l0/h6.716.715.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0681.6741.0701.2531.0621.236e（mm）645.62362.71488.48351.25514.28354.93ξ0.2640.2510.197计算As=As’（mm2）668.41980.00<0845.00<0845.00实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150柱柱层次456截面尺寸600×600600×600600×600组合一二一二一二M（KN·m）199.8950.59149.5250.59143.2260.09N（KN）811.471099.37489.24733.14219.46366.92V（KN）126.8980.4867.77e0（mm）246.3346.02305.6269.00652.60163.77ea（mm）21.6721.6721.6721.6721.6721.67l0（m）3.63.63.63.63.63.6ei（mm）268.0067.69327.2990.67674.27185.4478 l0/h5.545.545.545.545.545.54ξ11.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.0η1.0501.1981.0411.1471.0201.072e（mm）566.40366.09625.71389.00972.76483.79ξ0.1430.0860.0390.065计算As=As’（mm2）2.21845.00121.49845.00459.67<0实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）ρs0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大小大大配箍加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150三、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算：由于本框架为三级抗震，根据《混凝土结构设计规范》第11.6.1条，三、四级抗震等级的框架节点核心区可不进行计算，但应符合抗震构造措施。第七部分：楼板设计一、楼板类型及设计方法的选择：对于楼板，根据塑性理论，l02/l01<3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01<2，故属于双向板。设计时按塑性铰线法设计。二、设计参数：1、双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：78 1、设计荷载：（1）、对于1-5层楼面，活载：q=1.3×2.0=2.6KN/m2恒载：g=1.2×3.95=4.74KN/m2q+g=4.74+2.6=7.34KN/m2（2）、对于6层屋面，活载：q=1.3×（2.0+0.2）=2.86KN/m2恒载：g=1.2×5.35=6.42KN/m2q+g=2.86+6.42=9.28KN/m22、计算跨度：内跨：l0=lC（LC为轴线间距离）。边跨：l0=ln-250+50-b/2(ln为净跨，b为梁宽)3、楼板采用C30混凝土，板中钢筋采用I级钢筋，板厚选用120mm，h/l01=120/3900=1/33≥1/50，符合构造要求。三、弯矩计算：首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。取m2=аm1,а=1/n2=1/3.02=0.33（其中n为长短跨比值）取β1，=β1，，=β2，=β2，，=2，然后利用下式进行连续运算：78 2M1u+2M2u+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=Pul012（3l02-l01）/12对于1-5层楼面，A区板格：l01=lc-250+50-b/2=3900-250+50-300/2=3550mml02=lc-250+50-b/2=6900-250+50-300/2=6550mmM1=m1（l02-l01/2）+m1l01/4=m1（6.55-3.55/2）+3.55m1/4=6.04m1M2=m2l01/2+m2l01/4=3.55m2/2+3.55m2/4=2.44m2=2.44*0.25m1=0.61m1M1I=M1II=-2m1l02=-2m1×6.55=-13.7m1（支座总弯矩取绝对值计算）M2I=M2II=-2m2l01=-2m2×3.55=-6.5m2=-1.62m1将以上数据代入公式2M1u+2M2u+M1uI+M1uII+M2uI+M2uII=Pul012（3l02-l01）/12得2×6.04m1+2×0.61m1+2×13.7m1+2×1.62m1=7.34×3.552×（3×6.55-3.55）/1243.94m1=111.77m1=2.54KN·mm2=0.25*2.54=0.64KN·mm1I=0，m1II=（-2）*1.40=-2.80KN·m（和E的M1II相等）78 m2I=0，m2II=（-2）*0.82=-1.64KN·m（和F的M2II相等）对其它区格板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得计算结果列于下表：按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（1-6层楼面）区格ABCDEFl01（m）3.553.902.102.102.103.60l02（m）6.556.607.203.907.206.30M16.04m15.89m16.42m13.42m16.37m16.02m1M20.61m10.72m10.39m10.39m10.38m10.62m1M1I-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M1II-13.7m1-13.7m1-13.9m1-7.9m1-13.8m1-13.7m1M2I-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1M2II-1.62m1-1.92m1-1.05m1-1.05m1-1.02m1-1.65m1m12.543.411.161.031.112.61m20.640.850.290.260.280.65m1I00-2.32-2.06-2.22-2.32M1II-2.22-2.06-2.32-2.06-2.220M2I0-1.70-0.58-0.520-1.30m2II-1.30-1.70-0.58-0.52-0.58-1.30四、截面设计：受拉钢筋的截面积按公式As=m/（rsh0fy），其中rs取0.9。对于四边都与梁整结的板，中间跨的跨中截面及中间支座处截面，其弯矩设计值减小20%。钢筋的配置：符合内力计算的假定，全板均匀布置。78 以第1层A区格l1方向为例，截面有效高度h01=h-20=120-20=100mmAs=m/（rsh0fy）=2.54×106/0.9/210/100=134.39mm2配筋φ6@200，实有As=28.3×1000/200=141.5mm2对于1-6层楼面，各区格板的截面计算与配筋见下表：按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）m(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格l1方向1002.54134.396φ@200141.50l2方向900.6437.626φ@30094.33B区格l1方向1003.41180.426φ@150188.67l2方向900.8549.976φ@30094.33C区格l1方向1001.16*0.849.106φ@30094.33l2方向900.29*0.813.646φ@30094.33D区格l1方向1001.03*0.843.60φ6@30094.33l2方向900.26*0.812.23φ6@30094.33E区格l1方向1001.1158.73φ6@30094.33l2方向900.2816.46φ6@30094.33F区格l1方向1002.61138.10φ6@200141.50l2方向900.6538.21φ6@30094.33支座A-E100-2.22117.46φ6@200141.50A-F100-1.3068.78φ6@30094.33E-F100-2.32122.75φ6@200141.50F-F100-1.3068.78φ6@30094.3378 C-F100-2.32122.75φ6@200141.50B-F100-1.7089.95φ6@30094.33C-D100-0.5830.69φ6@30094.33B-D100-2.06109.00φ6@250113.20C-C100-0.5830.69φ6@30094.33C-E100-0.5830.69φ6@30094.3378 第八部分：楼梯设计一、设计参数：1、楼梯结构平面布置图：2、层高3.6m，踏步尺寸150mm×300mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼梯上均布活荷载标准值q=2.5KN/m2。二、楼梯板计算：板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894设板厚h=120mm，约为板斜长的1/30。取1m宽板带计算。1、荷载计算：梯段板的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98三角形踏步0.3×0.15×25/2/0.3=1.88斜板0.12×25/0.894=3.36板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小计6.678 活荷载2.5荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=6.6×1.2+2.5×1.4=10.72KN/m1、截面设计：板水平计算跨度ln=3.6m弯矩设计值M=pln2/10=10.72×3.62/10=11.67KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=11.67×106/11/1000/1002=0.106rs=0.947As=M/（rsfyh0）=11.67×106/0.947/210/100=586.82mm2选Φ10@100,实有As=714mm2分布筋Φ6@250。一、平台板计算：设平台板厚h=120mm，取1m宽板带计算。1、荷载计算：平台板的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层0.65120厚混凝土板0.12×25=3.00板底抹灰0.02×17=0.34小计3.99活荷载2.5荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=3.99×1.2+1.4×2.5=7.60KN/m78 2、截面设计：板的计算跨度l0=2.1-0.2/2+0.12/2=2.06m弯矩设计值M=pl02/10=7.60×2.062/10=3.22KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=3.22×106/11/1000/1002=0.029rs=0.985As=M/（rsfyh0）=3.22×106/0.985/210/100=155.67mm2选Φ6@150,实有As=202mm2分布筋Φ6@300。一、平台梁计算：设平台梁截面b=200mmh=400mm1、荷载计算：平台梁的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载梁自重0.2×（0.40-0.12）×25=1.4梁侧粉刷0.02×（0.40-0.12）×2×17=0.19平台板传来2.74×2.06/2=2.88梯段板传来7.2×3.6/2=10.89小计15.36活荷载2.5×（3.6/2+2.06/2）=5.4荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=15.36×1.2+5.4×1.4=25.99KN/m2、截面设计：计算跨度l0=1.05ln=1.05*（3.9-0.2）=3.9m内力设计值M=pl02/8=25.99×3.92/8=56.22KN·m78 V=pln/2=25.99×（3.9-0.2）/2=51.46KN截面按倒L形计算，bf，=b+5hf，=200+5×70=550mmh0=350-35=315mm经计算属第一类T形截面。αs=M/（fcmbh02）=56.22×106/11/550/3152=0.094rs=0.953As=M/（rsfyh0）=56.22×106/0.953/210/315=891.8mm2选3Φ20,实有As=941mm2斜截面受剪承载力计算，配置箍筋Φ6@200,则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×10×200×315+1.5×210×2×28.3×315/200=72180N>51460N满足要求。10基础的计算10.1基本资料底层柱的截面为600mm×600mm，采用柱下独立基础，混凝土等级为C20（fc=9.6N/mm2，ft=1.10N/mm2），采用钢筋为HRB335（fy=300N/mm2），垫层选用C10混凝土，厚度为100mm，取基础的埋深为d=1.8m，基础顶面距室外地面的距离为0.55m，基础高度为0.8m，基底位于粉质粘土层中，，室外地坪标高为-0.450m，基础钢筋保护层厚度为50mm，土的天然重度为，基础梁b=300mm,h=400mm。10.2基础的计算10.2.1确定基础底面尺寸假设基础宽度b<3m，因d=1.8m>0.5m，故只需对地基承载力特征值进行深度修正。78 150+1.6×20×(1.8-0.5)=190KPa柱基础梁及其上墙体传给基础的荷载标准值：25×0.3×0.4×3.9+（2.125+0.5）×3.9×0.60+2.125×3.9×（0.70-0.4）+(2.125+0.5+0.4)×[(3.9-0.6)×（3.6-0.6）-2.4×2.12]+2.4×2.1×20.2+[25×0.3×0.4×3.9+2.125×（1.3-0.4）×3.9+（2.125+0.4+0.4）×3.9×（3.9-0.6）]/2=72.3kN1105+72.3+177.4=1354.7kN9.27+1.4=11.121354.7/(190-20×1.8)=8.8m2考虑偏心荷载的影响，基底面积扩大20%，即A¢=1.2×8.8=10.56m2可以取l=3.5m,b=3.5m.10.2.2地基承载力验算W=bl2/6=3.5×3.52/6=5.72m320×9.8×1.8=352.8kN基础边缘的最大和最小压力按下式计算＜1.2fa=228kPa＜fa=190kPa＜fa=190kPa10.2.3基础受冲切力承载力验算：(1)考虑1.35+Mmax=14.56kN·mN=1704.9+1.2×61=1778.1kN地基的净反力计算：78 a.柱与基础交接处的冲切计算:h0=800-45=755mm=0.755mb=3.5m＞bc+2h0=0.4+2×0.755=1.91mA1=(h0)b-(h01)2=(3.5/2-0.6/2-0.755)×3.5-(3.5/2-0.6/2-0.755)2=2.05m2冲切力：201.36×2.05=413.3kN基础高度：h=800mm,抗冲切力：0.7×1.0×1.10×103×(0.6+0.755)×0.755=671.4kN＞413.3kN，满足要求b.基础变阶处的冲切计算:h01=0.45-0.045=0.405mb=3.5m＞bc+2h01=（0.4+2×0.65）+2×（0.45-0.045）=2.51mA1=(h0)b-(h01)2=(3.5/2-1.9/2-0.405)×3.5-(3.5/2-1.9/2-0.405)2=1.36m2冲切力：201.36×1.36=273.7kN基础高度：h=800mm,抗冲切力：0.7×1.0×1.10×103×(1.6+0.405)×0.405==623.7kN＞273.7kN，满足要求(2)考虑1.2+1.4M=13.68kN·mNmax=1576.4+1.2×61=1649.34kN地基的净反力计算：a.柱与基础交接处的冲切计算h0=800-40-5=755mm=0.755mb=3.5m＞bc+2h0=1.91m78 A1=(h0)b-(h01)2=(3.5/2-0.6/2-0.755)×3.5-(3.5/2-0.6/2-0.755)2=1.95m2冲切力：185.4×1.95=361.43kN基础高度：h=800mm,抗冲切力：0.7×1.0×1.10×103×(0.6+0.755)×0.755=787.7kN＞361.43kN，满足要求b.基础变阶处的冲切计算h01=0.45-0.045=0.405mb=3.5m＞bc+2h01=（0.6+2×0.65）+2×（0.45-0.045）=2.51mA1=(h0)b-(h01)2=(3.5/2-1.9/2-0.405)×3.5-(3.5/2-1.9/2-0.405)2=1.21m2冲切力：185.4×1.21=224.3kN基础高度：h=800mm,抗冲切力：0.7×1.0×1.10×103×(1.9+0.405)×0.405=721.9kN＞224.3kN，满足要求10.2.4基础配筋计算78 图10.1基础配筋计算简图（1）考虑1.35+①基础长边方向（l方向）a.柱边（Ｉ－Ｉ截面）b.变阶处（Ⅲ－Ⅲ截面）②基础短边方向（b方向）a.柱边（Ⅱ－Ⅱ截面）b.变阶处（Ⅳ－Ⅳ截面）78 （2）考虑1.2+1.4①基础长边方向（l方向）a.柱边（Ｉ－Ｉ截面）b.变阶处（Ⅲ－Ⅲ截面）②基础短边方向（b方向）a.柱边（Ⅱ－Ⅱ截面）b.变阶处（Ⅳ－Ⅳ截面）综上所述，基础长、短边方向按1.35+组合下的Ｉ－Ｉ截面、Ⅱ－Ⅱ截面配筋，(As=2128mm2)实配钢筋为1614，As=2464mm2。基础尺寸及底板配筋见下图：图10.2基础尺寸及底板配筋78 第十一部分：设计心得经过四年基础与专业知识的学习，培养了我独立做建筑结构设计的基本能力。在老师的指导和同学的帮助下，我成功地完成了这次的设计课题——某办公楼的框架结构设计。此课题设计历时约三个月，在这三个月中，我能根据设计进度的安排，紧密地和本组同学合作，按时按量的完成自己的设计任务。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《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》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。特别是在SARS肆掠期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到雷呈光老师和张燕坤老师的审批和指正。毕业设计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。通过毕业设计，我不仅温习了以前在课堂上学习的专业知识，同时我也得到了老师和同学的帮助，学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。特别值得一提的是，我深深的认识到作为一个结构工程师，应该具备一种严谨的设计态度，本着建筑以人为本的思想，力求做到实用、经济、美观；在设计一幢建筑物的过程中，应该严格按照建筑规范的要求，同时也要考虑各个工种的协调和合作，特别是结构和建筑的交流，结构设计和施工的协调。这就要求一个结构工程师应该具备灵活的一面，不仅要抓住建筑结构设计的主要矛盾，同时也要全面地考虑一些细节和局部的设计。在毕业设计的过程中，我深深地认识到各种建筑规范和规定是建筑设计的灵魂，一定要好好把握。在以后的学习和工作中，要不断加强对建筑规范的学习和体会，有了这个根本，我们就不会犯工程上的低级错误，同时我们在处理工程问题时就有了更大的灵活性。土木工程是一门古老而又现代的学科，在进行工程实践的过程中，我们应该立足经典的理论知识，在不断的工程实践积累中，勇于创新，扩大交流，不断形成我们的工程技术优势。现在我国正处于基础建设的高峰时期，作为一名新世纪的土木工程人员，我们应该立足本国的具体情况，充分利用我国的人力和物力优势，不断的加强对外工程技术交流与合作，在竞争激烈的国际市场中占据我们的一席之地。78 “三个臭皮匠，顶个诸葛亮。”在繁忙紧张的工程实践中，作为一名工程技术人员，我们应该努力调动集体的积极性和创造力，充分挖掘团队的潜力，这样我们的工作才能以最高的效率来进行。在工程实践上，有很多问题应该发挥集体的智慧和力量，所以我们要重视团队作用的发挥。“养兵千日，用兵一时。”在本次毕业设计中，我为能用上四年的学习成果而欣喜万分，同时我深深的感觉到了基础知识的重要性。在以前学习结构力学、钢筋混凝土结构、建筑结构抗震等专业课时，老是觉得所学的东西跟实践相差的太远，甚至觉得没什么用，这可能跟当时特别想学什么就马上能用有关。这种急功近利的思想使自己对一些专业课的学习有所放松，在毕业设计的过程中，我感觉到那些基础知识是相当重要的。在以后的学习生活中切不可急于求成而忽略了基础的夯实，对一门系统的科学，应该扎实的学习它的每一部分知识，充分利用各种实践环节，切实做到理论联系实践，学以致用。同样，通过这次毕业设计，我也感觉到我们的课程设置方面的优势和不足。在建筑学院土木工程学科，我们拥有相当一批非常优秀的结构和施工方面的老师，拥有一批相当勤奋的同学，在教和学的环节处理上，可以说是相当不错的。但话有说回来，我们在一些课程的设置上是不甚合理的。在本次框架结构设计中，我觉得知识涉及面最广的莫过于建筑结构抗震和钢筋混凝土结构，可是在我们的课程设置中，建筑结构抗震设计属于专业选修课，没有得到应有的重视，而且钢筋混凝土课程的课时安排比较紧张，有很多东西只能通过自学。希望以后的课程能够设置得更加合理，这样我们运用起来可能会更加自如。大学毕业后，我将在新的学校开始自己新的学习和生活，但毕业设计这段时间是我四年的大学生活最充实得一段时间，我也初步掌握了建筑结构设计的基础知识。在研究生阶段，我将更加对基础知识的学习，继续扎实的学习土木工程的专业知识，争取早日成为一名优秀的结构工程师。在此再次感谢在这次毕业设计中支持和帮助我的老师和同学。78 参考资料：《建筑结构抗震设计》，东南大学编著、清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998《混凝土结构》上册，第二版，天津大学、同济大学、东南大学主编，清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998《房屋建筑学》，第三版，同济大学、西安建筑科技大学、东南大学、重庆建筑大学编，北京：中国建筑工业出版社，1997《建筑类专业外语》之建筑工程，第三册，王翰邦、刘文瑛主编，北京：中国建筑工业出版社，1997《建筑工程制图》，第三版，同济大学建筑制图教研室，陈文斌、章金良主编，上海：同济大学出版社，1996《结构力学》上册，第四版，湖南大学结构力学教研室编，北京：高等教育出版社，1998《土木工程专业英语》，段兵廷主编，武汉：武汉工业大学出版社，2001《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》，沈蒲生、苏三庆主编，北京：中国建筑工业出版社，2000、6《土木工程专业毕业设计指导》，梁兴文、史庆轩主编，北京：科学出版社，2002《建筑结构荷载规范》，02—1—10发布，02—3—1实施中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002《混凝土结构设计规范》，02—2—20发布，02—4—1实施，中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，200278'