土木工程毕业设计模板

仪征市某社区综合管理楼结构设计计算书

一、设计资料

1、设计任务书提供的有关结构设计资料

仪征市某社区拟建一座复合功能的社区综合建筑，建筑面积3500~4000 m2左右，拟建房屋所在地抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g。基本雪压S0=0.4kN/m2，准永久值系数为0，基本风压ω0=0.45 kN/m2，地面粗糙度为C类。主导风向为南、东南，降雨强度：10毫米/小时（ph＝5）。场地土覆盖层厚度为50m 。

地质资料如表1.1：

表1.1 地质资料 平均天然含压缩系数压缩模量重度γ 剪切波速 fak e 厚度(kN/m2) 水量α Es (kN/m3) Vs (m/s) (mm2/N) (N/mm2) (m) ω(%) 1.表层土 0. 70 140 2.粉土 2.21 140 36.1 18.3 0.19 10.3 0.949 250 3.粉砂Ⅰ 1.95 160 29.6 19.4 0.11 15.9 0.776 280 4.粉砂Ⅱ 2.36 180 29.1 19.4 0.12 15.9 0.763 520 2、建筑设计提供的有关结构设计资料 建筑平面及剖面见图1.1~1.2。由于建筑左右不对称，左低右高，且在五层左右部分有错层，为满足抗震要求，在4轴线处设置防震缝，缝宽200mm(GB50011－6.1.4)，这样将多出一条1/4轴线。 3、结构设计规范

《建筑结构制图标准》 GB/T 50105－2001 《建筑地基基础设计规范》GB 50007－2002 《建筑结构荷载规范》GB 50009－2001 《混凝土结构设计规范》GB 50010－2002 《建筑抗震设计规范》GB 50011－2001 《建筑物抗震构造详图》 二、结构方案选择

上部结构方案：主要承重结构体系采用普通框架结构。建筑主体高22.08m，小于规范规定的最大适用高度55m(GB50011－6.1.1)。楼屋盖结构采用现浇钢筋混凝土肋形楼盖。

基础结构方案：纵向条形基础。 三、结构布置

根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求，进行了建筑平面、立面及剖面的设计，其建筑平面、剖面及结构平面分别见图1.1、1.2和3.1~3.4。主体结构1~4轴为5层，4~8轴为6层，多功能厅层高为4.5m，第五层(4~8轴)层高为4.08m，其余为3.6m。局部突出屋面的塔楼为电梯机房，层高为3.0m。外墙采用KM1空心砖，内墙采用加气混凝土砌块。门为木门，门洞尺寸为0.9m×2.4m；窗为铝合金窗，窗高2.1m，高窗高0.5m。 1、柱网布置

以建筑设计为基础，确定柱网布置。横向柱网以房屋进深为间距，分别为6.6m，3.0m，6.6m；纵向柱网以房屋开间为主要依据布置，取为7.2m。框架柱升到女儿墙顶。

由于建筑左右不对称，左低右高，且在五层左右部分有错层，为满足抗震要求，在4轴线处设置防震缝，缝宽200mm(GB50011－6.1.4)，这样将多出一条1/4轴线。 2、梁板布置

在柱网布置的基础上，根据结构受力需要和板的经济跨度要求在纵向每两根柱之间设置一道次梁，确定荷载传力途径为一级次梁—框架梁，框架承重体系为纵横向承重。

现浇板做成双向板，板厚100mm。主入口处雨蓬为轻钢雨篷，需经专业厂家设计施工；次入口及货物入口处雨篷为悬挑板，悬挑长度分别为1.5m和1.0m。

图1.1 建筑平面图 图1.2 建筑剖面图

3、楼、电梯布置

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框架结构中的电梯井壁采用加气混凝土砌块砌筑，采用每层的梁承托每层的墙体重量，梯井四角加构造柱。电梯井的尺寸由建筑选定的电梯型号的电梯厂家的样本上提供，内壁尺寸不得改变。电梯速度为1.0m/s时，顶站高≥4500mm、井坑高≥1400mm，保证有足够缓冲区。

顶层由于电梯缘故较标准层高，采用的做法为将电梯所在柱网局部提高。由于轿厢顶部的吊架及隔音层都要占去一定的空间，机房的地板面一般都要高出屋面。机房地板上在井筒的范围内，留有两个用来提升轿厢及对重用的方孔，以便钢丝绳穿过，并考虑钢丝绳晃动。平时地板上并没有什么荷载，但要考虑机房设备安装和检修荷载，取7kN/m2(GB50009－4.1.1)。机房顶板的下面埋置一个吊钩，供安装和检修用。 在楼梯间尽量避免短柱，将休息平台梁不与框架柱联结，而单独支承在由各层梁上另起的构造柱上。200×250mm小柱仅层高的一半，设于框架梁上，且埋于墙中，平台梁与小柱接口按铰接。楼梯用板式楼梯，方便设计及施工，也较美观。

（1.楼梯四周都应该有框架柱支撑。2.电梯井四周应该加强，四周应采用钢筋混凝土墙。）

4、墙体 外墙：

外墙只起围护作用，在满足保温、隔热的同时质轻，以减轻结构的负担。采用的材料为KM1空心砖。砌块直接砌于框架梁上，梁下直接安设门窗，不再设过梁。 内墙：

卫生间墙面贴瓷砖，隔墙采用190加气混凝土砌块。填充墙不考虑抗侧力作用，与框架柱柔性连接，墙顶与框架紧密结合。沿框架柱高每隔500mm配置2φ6拉筋，伸入填充墙的长度不小于墙长的1/5且不小于700mm。 5、基础

持力层选择粉土层，基础底面标高为-2.45m，基础型式采用纵向条形基础，基础顶面至室外地面的距离为0.5m，具体尺寸及形状见基础设计部分。在4轴线设沉降缝，缝宽120mm。 6、结构平面布置 见图3.1~3.4。

图3.1 结构平面布置图(1~2层) 图3.2 结构平面布置图(3~4层) 图3.3 结构平面布置图(5层)

图3.4 结构平面布置图(6层)

7、框架计算简图

框架结构计算简图如图3.5所示。取柱的形心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板底，2~6层柱高度即为层高，2、3、4、6层取3.6m，5层取4.08m；底层柱高度从基础顶面取至一层板底，即h1=3.6+0.45+0.5-0.1=4.45m。突出屋面的电梯机房取层高3.0m。

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(a) 横向框架 (b) 纵向框架

图3.5 框架结构计算简图

四、主要结构材料选用 1、钢筋

框架梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB335钢筋，纵向构造钢筋采用HRB335钢筋，箍筋采用HPB235钢筋；板的受力钢筋采用HPB235钢筋，构造钢筋采用HPB235钢筋。 2、混凝土

框架梁、柱、楼面板和屋面板采用C30级混凝土，基础采用C20级混凝土，基础垫层采用C10级混凝土。基础单独施工，柱筋插入，浇至基础顶面。 五、构件截面尺寸及几何参数 1、框架梁

框架梁的截面高度可取其跨度的1/14~1/10；截面宽度可取其截面高度的1/3.5~1/2，不小于1/4，并应适当考虑梁上所砌筑墙体的厚度（阴角），b≥250。

上述取值仅考虑跨度，没考虑荷载，初步确定框架梁的截面尺寸后，将按简支梁进行估算。估算时将简支梁的荷载取为实际荷载（恒、活载）的70%左右，因实际两端为约束，并据此进行内力计算和单筋矩形正截面及斜截面配筋计算，如所得纵向钢筋配筋率和箍筋配箍率均在适当范围内，则可认为所选择的框架梁截面尺寸是基本合适的。具体计算过程如下：

由上估算的梁截面尺寸为：框架横梁及纵梁截面高度均为600mm、宽300mm，次梁高500mm、宽250mm。

取5轴的CD梁段，取2层的楼面荷载：

恒载设计值 梁自重 1.20.30.5251.054.726kNm

板传来 1.2(3.15841.84.53841.8)16.62kNm

梁上墙体 1.21.99837.193kNm

活载设计值 1.42.03.610.08kNm

1111M中(7.1934.726)6.12(10.0816.62)(6.121.82)165.2kNm8243折减70%后为115.65kN·m。

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11V(7.1934.726)6.1(10.0816.62)(6.11.8)93.77kN

22梁下部受拉时，按T形截面设计。 翼缘计算宽度：按跨度考虑，bfl36.632200mm；

按梁间距考虑，bfbsn30033003600mm； 按翼缘厚度考虑，h0has60035565mm，

hfh01005650.1770.1，此种情况不起控制作用；

故取bf2200mm。

梁内纵向钢筋采用HRB335级钢筋，fyfy300Nmm2,b0.55，采用C30级

22混凝土，ft1.43Nmm,fc14.3Nmm，下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为

1fcbfhf(h0hf2)114.32200100(565100)1620.2kNm 2115.65kNm属第一类T形截面。

M115.65106s0.01151fcbfh021.014.322005652112s0.0116b0.55As1fcbfh0fy0.01161.014.32200565300687mm22选配318，As763mm，

7630.42%max{0.2%,0.45ftfy}0.21%，满足要求。

300600经验算斜截面受剪承载力也满足要求。截面尺寸选择适当。 （验算斜截面受剪承载力的过程呢？）

2、框架柱截面尺寸

框架柱的长边边长可取为框架柱一层高的1/12~1/16。考虑到框架结构可能在纵横两个方向承受地震作用，框架柱在两个方向上都应具有较好的刚度和承载力，因而框架柱采用正方形的矩形截面。

从大量工程设计结果来看，钢筋混凝土高层建筑单位建筑面积的重量（竖向总荷载）框架、框架剪力墙结构约为12~14kN/㎡；剪力墙和筒体结构约为14~16kN/㎡。初步设计时按受荷面积估算轴力N，乘上1.2－1.4的系数，用规范所要求的轴压比确定柱截面尺寸。近似按轴压柱来计算轴压比，实际不为轴压，留有余地。框架柱的截面尺寸还应满足抗侧刚度要求，在多遇地震作用下，其层间水平侧移和顶点侧移均应满足《建筑抗震设计规范》的相应要求。

由规范可知，框架的抗震等级为三级(GB50011-6.1.2)，其轴压比限值λ=0.9(GB50011-6.3.7)；各层重力荷载代表值近似取14kN/m2，由图1.3可知边柱及中柱的负载面积分别为7.2×3.3m2和7.2×4.8 m2。由式AcN可得柱截面面积为 fcFgEn1.37.23.3141036N边柱 Ac201600mm2

fcfc0.914.3FgEn1.257.24.8141036N 中柱 Ac281958mm2

fcfc0.914.3第 4 页

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柱截面取为正方形，底层柱b×h=550×550mm，上层柱b×h=500×500mm，则底层柱截面积为302500mm2,均大于以上两值，满足要求。 3、现浇板厚度

现浇连续双向板厚度一般不小于其跨度（短边）的1/50。同时，民用建筑的板厚不得小于60mm（单向），工业建筑的板厚不得小于70mm（单向），双向板不得小于80mm。故取板厚为100mm。

4、各楼层各框架梁的线刚度ib

对于现浇框架，当楼盖或屋盖与框架整体浇筑时，若按矩形截面计算的框架梁惯性矩为I0，则中框架（框架梁两侧均有现浇楼板或屋面板）的惯性矩取为2 I0，边框架（框架梁仅一侧有现浇楼板或屋面板）的惯性矩取为1.5 I0。

各楼层各框架梁的线刚度ib见表5.1。

表5.1 各楼层各横向框架梁的线刚度ib计算表

5、各楼层各框架柱的线刚度ic

各楼层各框架柱的线刚度ic见表5.2。

表5.2 各楼层各框架柱的线刚度ic计算表

6、各楼层各框架柱的抗侧刚度D及各楼层框架柱的抗侧刚度之和∑D

各楼层各框架柱的抗侧刚度D及各楼层框架柱的抗侧刚度之和∑D见表5.3~5.6。

表5.3 中框架柱侧移刚度D值(N/mm) 表5.4 边框架柱侧移刚度D值(N/mm)

表5.5 楼电梯间框架柱侧移刚度D值(N/mm)

将以上不同情况下同层框架柱侧移刚度相加，即得到框架各层层间侧移刚度∑Di，见表5.6。

表5.6 横向框架层间侧移刚度 (N/mm) 层次 1 2 3 4 5 6 ∑Di 297719 312688 312688 312688 228017 314999 由上表可见，∑D1/∑D2＝297719/312688＝0.952>0.7，∑D5/∑D6=228017/314999=0.724>0.7，故该框架为规则框架。

六、荷载统计（恒载和可变荷载） 1、屋面及楼面永久荷载标准值 屋面(不上人)

40mm厚C20细石混凝土，内配ɸ4@200钢筋 22×0.04＝0.88 kN/m2

3mm厚1:3石灰砂浆隔离层 17×0.003＝0.051 kN/m2

20mm厚1:2.5水泥砂浆找平层 20×0.02＝0.4 kN/m2 30mm厚聚乙烯泡沫塑料保温层 0.5×0.03＝0.015 kN/m2 APP防水冷胶二布三涂、

刷APP防水冷胶涂料基底一度 0.2 kN/m2 20mm厚1:3水泥砂浆找平层 20×0.02＝0.4 kN/m2 100mm厚捣制钢筋混凝土板 25×0.1＝2.5 kN/m2 V型轻钢龙骨吊顶或粉底 0.25 kN/m2 合计 4.696 kN/m2 2~6层楼面

8mm厚地砖楼面 19.8×0.008＝0.1584 kN/m2 5mm厚1:1水泥细砂浆结合层 20×0.005＝0.1 kN/m2

10mm厚1:3水泥砂浆找平层 10×0.02＝0.2 kN/m2 100mm厚捣制钢筋混凝土板 25×0.1＝2.5 kN/m2 板底粉刷 0.2kN/m2

7 76168

合计 3.1584 kN/m2

卫生间

8mm厚地砖楼面 19.8×0.008＝0.1584 kN/m2

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5mm厚1:1水泥细砂浆结合层 20×0.005＝0.1 kN/m2 15mm厚1:3水泥砂浆找平层 20×0.015＝0.3 kN/m2 40mm厚C20细石混凝土层，坡向地漏 22×0.04＝0.88 kN/m2 聚氨酯三遍涂膜防水层，厚1.5mm 0.2 kN/m2 10mm厚1:3水泥砂浆找平层 10×0.02＝0.2 kN/m2 100mm厚捣制钢筋混凝土板 25×0.1＝2.5 kN/m2 板底粉刷 0.2 kN/m2

合计 4.5384 kN/m2

楼梯

120mm厚楼梯板自重 (1.118×0.12＋0.08) ×25＝5.3 kN/m2

饰面自重 1.5×0.008×28＝0.336 kN/m2 底粉自重 0.5 kN/m2

合计 6.19 kN/m2

注:1.118=1/cosα,α为梯板倾角,α=tg-1(150/300);饰面计算中系数1.5=(300+150)/300

2、屋面及楼面可变荷载标准值

不上人屋面均布活荷载标准值 0.5 kN/m2 楼面均布活荷载标准值 2.0 kN/m2 走廊、门厅、楼梯均布活荷载标准值 2.5 kN/m2 电梯机房均布活荷载标准值 7.0 kN/m2 屋面雪荷载标准值 Sk=μrS0=1.0×0.4=0.4 kN/m2

3、梁、柱、板、墙、门窗等重力荷载的计算(取防震缝一侧1/4~7轴计算) (1). 梁自重标准值

表6.1 梁自重标准值 层 次 构件 横梁 纵梁 次梁1 次梁2 次梁3 其它 次梁 b(m) h(m) γ(kN/m3) β 1 g l(m) n Gi (kN) ∑Gi (kN) (kN/m) i

注:梁高取减去板厚的梁高;表中β为考虑梁的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数;g表示单位长度

构件重力荷载;n为构件数量。梁长取净长。

(2). 柱自重标准值

表6.2 柱自重标准值 层次 1 2~4 构件 框架柱 框架柱 b(m) h(m) γ(kN/m3) β g l(m) n Gi (kN) (kN/m) i 注:表中β为考虑柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数;g表示单位长度构件重力荷载;n为构件数

量。柱长度取层高。

(3). 板自重标准值 1~5层楼面：

板总面积344.032m2，其中卫生间面积47.52m2，楼梯21m2，其余275.512m2。板自重为3.1584×275.512＋4.5384×47.52＋6.19×21＝1215.832 kN

6层屋面：4.696×297.207＋3.1584×51.665＝1558.863 kN (4). 墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值

外墙为KM1空心砖，外墙面贴面砖；内墙为200mm厚加气混凝土砌块。

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外墙面面砖 0.5 kN/m2

内墙面做法：

刷乳胶漆 0.01 kN/m2 5mm厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面 17×0.005＝0.085 kN/m2 12厚mm1:1:6水泥石灰膏砂浆打底 17×0.012＝0.204 kN/m2

合计 0.299 kN/m2 则 外墙单位面积重量为 0.5＋15×0.2＋0.299＝3.799 kN/m2 内墙单位面积重量为 7×0.2＋0.299×2＝1.998 kN/m2

木门单位面积重量取0.2 kN/m2，铝合金窗单位面积重量取0.4 kN/m2，玻璃幕墙单位面积重量取1.0 kN/m2。

以下为统计各层墙体、门窗、幕墙的面积。 一层：

幕墙：总长.9m，高3.6－0.6＝3m，面积3×.9＝1.7 m2 外墙：总长15.3 m， 高3.6＋0.45＋0.5－0.6＝3.95m，面积15.3×3.95＝60.435 m2 二层：

木门：9×0.9×2.4＝19.44 m2 铝合金窗：8×2.1＋10×0.5＝21.8 m2 幕墙：13×3.6＝46.8 m2 外墙：40.15×3－8×2.1＝103.65 m2

内墙：61.91×3＋9.2×3.2＋13.45×3.1－9×0.9×2.4－10×0.5＝232.425 m2 雨篷面积：21.365 m2 (单位面积重量取1.5 kN/m2) 各层墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值见表6.3。

表6.3 各层墙体、门窗、幕墙等构件自重标准值 构件 面积(m2) 单位面积重量(kN/m2) 重量(kN) ∑(kN) 木门 铝合金窗 1 幕墙 内墙 外墙 木门 铝合金窗 幕墙 2 内墙 外墙 外墙 女儿墙 各层的重力荷载标准值汇总见表6.4： 层次 表6.4 各层的重力荷载标准值汇总 层次 柱 (kN) 梁 (kN) 板 (kN) 墙、门窗等(kN) ∑ (kN) 1 2 4、各层的重力荷载代表值Gi 活荷载的组合值： 雪荷载：0.5×0.4×60.75=12.15 kN (7层屋面)

0.5×0.4×297.207=59.441 kN (6层屋面)

楼面活荷载：0.5×2.0×236.912+0.5×2.5×111.96=376.862 kN 突出屋面的电梯井活荷载：0.5×7×52.665=184.328 kN 各层的重力荷载代表值Gi见表6.5：

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表6.5 各层的重力荷载代表值 层次 重力荷载代表值 (kN) G1 G2 G3 ∑ 七、多遇地震作用下框架结构层间弹性位移验算 1、确定场地土类型及建筑场地类别

由地质资料可知，场地土覆盖层厚度为4.75m，土层的等效剪切波速

Vsed0td0(di1nVsi)i4.75230.1m/s

0.792.011.95140250280G7=565.284kNG6=3510.785kN 因250≥Vse>140 m/s，场地土覆盖层厚度4.75m介于3~50m，判定G5=3708.035kN建筑场地类别为Ⅱ类(GB50011-4.1.6)。设防地震烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.10g，设计分组为第一组，可判定在多遇地震作用G4=36.717kN下水平地震影响系数最大值为0.08(GB50011-5.1.4)，场地土特征周期

G3=35.178kNTg=0.35 s(GB50011-5.1.4)。

2、计算各质点重力荷载代表值Gi G2=3537.361kN将整个结构（将由变形缝分割开的建筑结构作为一个整体）看作

G1=3448.621kN为一个多质点体系，各质点的重力荷载代表值Gi按《建筑结构抗震设

计规范》取为相应楼层上下各一半层高范围内结构和构配件自重标准值与各可变荷载组合值之和。并将突出屋面的电梯间看作一个质点。

由上面的荷载计算可得各质点重力荷载代表值Gi如图7.1。 图7.1 各质点重力 荷载代表值Gi 3、计算结构基本自振周期T1

对于规则框架，用能量法计算其自振周期T1：

假想各质点承受相当于其重力荷载代表值Gi的水平力作用，利用D值法（没有考虑填充墙影响）计算各质点的假想水平侧移ui，并按下式计算结构的基本自振周期T1： T11.7TuT

式中，ψT为结构自振周期经验折减系数，取ψT＝0.7；uT为计算结构基本自振周期用的结构顶点假想位移(m)。

将G7折算到主体结构的顶层，即

Ge565.284(1n33)676.221kN 222.93结构顶点的假想侧移计算过程见表7.1，其中

VGiGk,(u)iVGikiDj1sij,uT(u)k

k1n表7.1 结构顶点的假想侧移计算 层次 2 1 Gi (kN) VGi (kN) ∑Di (N/mm) Δui (mm) ui (mm) 则 T11.7TuT1.70.70.2670.615s 4、计算水平地震影响系数α1

由《建筑抗震设计规范》根据地震烈度查多遇地震下截面抗震验算的水平地震影响系数最大值αmax＝0.08(GB50011-5.1.4)；根据场地类别和设计地震分组（第一组，设计基本地震加速度0.1g）查场地特征周期Tg=0.35s(GB50011-5.1.4)；根据抗震规范地震影响系数曲线确定水平地震影响系数1(TgT1)0.9max(0.350.9)0.080.0482。 0.615第 8 页

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5、利用底部剪力法计算结构总水平地震作用标准值FEk

结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算结构水平地震作用。即

Geq0.85Gi0.85(3448.6213537.36135.17836.7173708.0353510.785565.284)18682.984kNFEk1Geq0.048218682.9849.93kN

6、计算各质点水平地震作用标准值Fi，并绘制各质点水平地震作用标准值分布图

因1.4Tg1.40.350.49sT10.615s，故应考虑顶部附加水平地震作用。顶部附加水平地震作用系数δn按规范计算(GB50011-5.2.1)，即

n0.08T10.070.080.6150.070.1192F60.11929.93107.27kN各质点的水平地震作用按下式计算：

FiGiHiGHjj1nFEk(1n)792.66jGiHiGHjj1n

j具体计算过程见表7.2。

表7.2 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表 层次 Hi(m) Gi(kN) GiHi(kNm) 2 1 GiHi Fi(kN) Vi(kN) GHjj 图7.2 各质点水平地震作用标准值分布图 图7.3 水平地震作用下的楼层剪力

7、计算水平地震作用下的楼层剪力Vi，并绘制水平地震作用下楼层剪力分布图 见表7.2及图7.3。

8、利用D值法计算层间弹性位移和顶点侧移

计算步骤见表7.3，其中

ViFk,uiVikinDj1sij,u(u)k

k1n表7.3 层间弹性位移和顶点侧移 层次 3 2 1 Vi (kN) ∑Di(N/mm) Δui (mm) ui (mm) hi (mm) θe=Δui/hi 9、验算框架在水平地震作用下的水平侧移

由表7.3可知，最大层间弹性位移角发生在第二层，其值为1/1308<1/550，满足要求(GB50011-5.5.1)。

八、竖向荷载作用下框架内力计算 1、计算单元

取5轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为3.29+3.6=6.m，如图8.1所示。由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影线所示，计算单元范围内的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，因此在框架节点上还作用有集中力矩。

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图8.1 横向框架计算单元

2、荷载计算

（或者竖向恒载和活载计算时应把梯形及三角形荷载化为等效均布荷载再和自重均布荷载叠加，得总的竖向均布荷载q） (1)、恒荷载计算

、q3分别为在图8.2中，q1代表横梁自重及其上墙体重量，为均布荷载形式。q2、q2房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，由图8.1可知，q2为左边板传来，q3为右

边板传来。P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载。

图8.2 各层梁上作用的恒载

(2)、活荷载计算

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图8.3。

图8.3 各层框架梁上作用的活荷载

将以上计算结果汇总，见表8.1与表8.2。

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表8.1 横向框架恒荷载汇总表 层次 q1 (kN/m) q2 (kN/m) q2 (kN/m) q’2 (kN/m) q3 (kN/m) P1 (kN) P2 (kN) P2 (kN) M1 (kN·m) M1 (kN·m) M2 (kN·m) M2 (kN·m) 表8.2 横向框架活荷载汇总表 层次 1 q’2 (kN/m) q3 (kN/m) P1 (kN) 注:表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。

3、内力计算 (1)、计算简图

梁、柱弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于AB跨与CD跨梁及5轴上A、B柱与C、D柱所受的荷载略有不同，但为了简化计算，将其视为对称荷载，荷载取较大值。因此结构与荷载均对称，计算时可取半框架计算。计算简图如图8.4。

图8.4 竖向荷载作用下的内力计算简图

(2)、计算框架梁梁端固端弯矩、弯矩分配系数等 a 计算梁柱转动刚度

梁柱相对转动刚度见图8.5。

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图8.5 梁柱相对转动刚度

b 计算分配系数

见表8.3。

表8.3 梁柱转动刚度及分配系数 节点 左梁 A6 A5 A4 A3 A2 A1 B6 B5 B4 B3 B2 B1 相对转动刚度S' 上柱 下柱 右梁 相对转动刚度之和∑S' 分配系数S'/∑S' 左梁 上柱 下柱 右梁 (3)、计算各杆的固端弯矩 恒载作用下 活载作用下

(4)、计算不平衡弯矩并进行弯矩二次分配，计算各框架梁跨内最大弯矩，绘制框架弯矩图。

弯矩二次分配法计算采用图上作业法：

图8.6 弯矩二次分配(恒载) 图8.7 弯矩二次分配(活载)

计算各框架梁跨内最大弯矩：

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a 恒载作用下

AB跨梁，计算简图如图8.8。

图8.8 恒载作用下AB跨梁跨中弯矩计算简图

其中

1.51.80.249 ，0.273。 6.66.66层梁：(括号内的数值为弯矩调幅后的弯矩值，调幅系数取0.8，下同)，剪力向上为正。 M1=39.22 (31.38) kN·m，M2=62.76 (50.21) kN·m q1=3.9375 kN/m，q2=7.725 kN/m，q3=8.453 kN/m 跨中弯矩

11111111M中＝q1l2q2(l21.52)q3(l21.82)(M1M2)

82432432 剪力

MM2111 Q左q1lq2l(10.249)q3l(10.273)1222lMM1 Q右3.3q12.478q22.399q326.65层梁：

M1=62.75 (50.2) kN·m，M2=78.27 (62.62) kN·m q1=9.932 kN/m，q2=5.196 kN/m，q3=8.169 kN/m 跨中弯矩

11111111M中＝q1l2q2(l21.52)q3(l21.82)(M1M2)

82432432 剪力

MM2111 Q左q1lq2l(10.249)q3l(10.273)1222lMM1 Q右3.3q12.478q22.399q326.6M1.1259.9320.759.47517.021.26kNm M中1.125q10.75q2b 活载作用下

AB跨梁，计算简图如图8.10。跨中弯矩乘以扩大系数1.2。

图8.10 活载作用下AB跨梁跨中弯矩计算简图

6层梁：M1=4.82 (3.86) kN·m，M2=5.69 (4.55) kN·m

q2=0.823 kN/m，q3=0.9 kN/m

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1111111M中＝q2(l21.52)q3(l21.82)(M1M2)

2432432

绘制框架弯矩图(括号中为调幅后的支座弯矩和跨中弯矩)：

(a) 恒载弯矩图 (b) 活载弯矩图

图8.12 框架弯矩图(kN·m)

(5)、分别取各框架梁和框架柱为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端和框架柱剪力，

绘制框架剪力图。

(a) 恒载剪力图 (b) 活载剪力图

图8.13 框架剪力图(kN)

(6)、取各结点为隔离体，利用平衡关系计算各框架柱轴力(包括柱自重)，绘制框架轴力图。

柱轴力见表8.4~8.6：

(7)、将框架内力调整到支座边缘 a 恒荷载

如图8.14的计算简图，计算过程及结果见表8.7~8.9。 图8.14 计算简图

表8.7 A轴梁端

层次 2 1 左端弯矩 q1 0.139q3+ 0.152q2 左端剪力 右端剪力 右端弯矩 表8.8 B轴左梁端 表8.9 B轴右梁端

框架柱剪力不变，弯矩按下式调整：MMVa，其中M′为支座边缘的弯矩，M为轴线处的弯矩,a为轴线至支座边缘的距离。

b 活荷载

如图8.15的计算简图，计算过程及结果见表8.10~8.12。

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图8.15 计算简图

表8.10 A轴梁端 层次 2 1 左端弯矩 0.139q3+ 0.152q2 左端剪力 右端剪力 右端弯矩 表8.11 B轴左梁端 表8.12 B轴右梁端

支座边缘的框架内力图如图8.16和8.17。

九、水平荷载作用下框架内力计算 1、水平地震作用框架内力计算

(1)、根据在进行多遇地震下框架结构水平侧移验算时计算所得框架结构的楼层剪力Vi，按所取计算单元横向框架各楼层各框架柱D值与整个结构相应楼层框架柱D值之和的比值(Dj/∑Dij)计算相应柱端剪力（Vij＝Vi×Dj/∑Dij，其中i为楼层编号，j为同一楼层框架柱编号），见表9.1。

(2)、利用D值法计算各框架柱柱端弯矩；y=yn+y1+y2+y3，其中y为框架柱的反弯点高度比，yn为框架柱的标准反弯点高度比，y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值，y2、

buy3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。柱端弯矩MijVijyh,MijVij(1y)h。

各框架柱柱端弯矩见表9.1。

层次 2 1 hi Vi ∑Dij (m) (kN) (N/mm) Di1 Vi1 表9.1 各层框架柱柱端弯矩及剪力计算 边柱 中柱 K y uMib1 Mi1 Di2 Vi2 K y Mib2 Miu2 (3)、取各结点为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端弯矩及各框架柱轴力，绘制框架弯矩图及框架轴力图。取各框架梁为隔离体，利用平衡关系计算各框架梁梁端剪力，绘制框架剪力图。梁端弯矩、剪力及柱轴力按下式计算：

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libuMlr(Mib1,jMij)ibiblbibruMlr(Mib1,jMij)ibibrb1MbMb2Vbl

Ni(VblVbr)kkin式中：ib、ib分别表示节点左右梁的线刚度，Mb、Mb分别表示节点左右梁的弯矩，Ni为柱在i层的轴力，以受压为正。计算过程见表9.2。

表9.2 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算 lrlr层次 2 1 边梁 lMb 走道梁 l Vb lMb 柱轴力 l Vb 边柱N 中柱N Mbr Mbr 水平地震作用下框架内力图见图9.1~9.3。

图9.1 左地震框架弯矩图(轴线处,kN·m) 图 9.2 左地震框架弯矩图(支座边缘处,kN·m) 图9.3 左地震框架剪力图(左)及柱轴力图(右)(kN)

2、横向风荷载作用下框架内力计算 (1)、风荷载标准值

基本风压00.45kNm,kzsz0，由荷载规范查得s0.8(迎风面)和

2s0.5(背风面)。C类地区，H/B=22.93/21.48=1.07，查得0.43，T10.615s，0.620T120.620.450.61520.106kNs2m2，查表得1.23，

z1.230.43Hiz11，取5轴线框架，其负载宽度为6.m，则沿房屋高

zzH度的分布风荷载标准值

q(z)6.0.45zsz3.1zsz

根据各楼层标高处的高度Hi查表得z，代入上式可得各楼层标高处的q(z)，见表9.3。

q(z)沿房屋高度的分布见图9.4。

表9.3 沿房屋高度分布风荷载标准值 层次 2 1

Hi (m) Hi/H μz βz q1(z) (kN/m) q2(z) (kN/m) 图9.4 风荷载沿房屋高度的分布(kN/m) 图9.5 等效节点集中荷载(kN)

框架结构分析时，按静力等效原理将图9.4的分布风荷载转化为节点集中荷载，如

图9.5所示。例如，第三层的集中荷载F3的计算过程如下： (2)、风荷载作用下的水平位移验算

根据图9.5所示的水平荷载计算层间剪力，再计算各层的相对侧移和绝对侧移。计算过程见表9.4。

表9.4 风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算

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层次 1 2 3 Fi (kN) Vi (kN) ∑D(N/mm) Δui (mm) ui (mm) Δui/hi 由上表可见，风荷载作用下框架的最大层间位移角为1/3903，远小于1/550，满足规范要求。 (3)、风荷载作用下框架结构内力计算

计算方法与水平地震作用下的相同，计算过程见表9.5~9.6。内力图见图9.6~9.8。

层次 3 2 1 hi (m) Vi (kN) ∑Dij (N/mm) 表9.5 风荷载作用下各层框架柱柱端弯矩及剪力计算 边柱 Di1 Vi1 中柱 K y uMibM 1i1 Di2 Vi2 K y Mib2 Miu2

图9.6 左风框架弯矩图(kN·m) 图9.7 左风框架弯矩图(支座边缘处,kN·m)

表9.6 风荷载作用下梁端弯矩、剪力及柱轴力计算 层次 3 2 1

边梁 lMb 走道梁 l Vb lMb 柱轴力 l Vb 边柱N 中柱N Mbr Mbr 图9.8 左风作用下框架剪力图(左)及柱轴力图(右)(kN)

十、内力组合

框架梁、柱的内力组合包括用于承载能力极限状态计算的荷载效应基本组合、考虑地震作用效应和其他荷载效应的偶然组合以及用于正常使用极限状态的荷载标准组合及准永久组合。本工程的框架为三级抗震。 1、 框架梁内力组合

考虑四种内力组合，即1.2SGk1.4SQk,1.2SGk0.91.4(SQkSwk)，

1.35SGk1.0SQk及1.2SGE1.3SEk。此外，对于本工程，1.2SGk1.4Swk这种内力组合与

考虑地震作用的组合相比一般较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层的内力组合结果(基本组合)见表10.1，表中SGk、SQk两列中的梁端弯矩为经过调幅后的弯矩；各层的内力组合结果(标准组合)见表10.2。除有特殊说明外，表中数据均为支座截面边缘处的内力。

以下为求地震参与组合时框架梁按简支梁在外荷载作用下的剪力VGb及梁跨中最大弯矩Mmax，外荷载取1.2倍的重力荷载代表值。 AB跨梁：

计算简图如图10.1：

αl

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图10.1 AB跨梁计算简图

1~3及5层楼面， BC跨梁：

计算简图如图10.2：

图10.2 BC跨梁计算简图

1~3及5层楼面，

地震参与组合时，AB梁跨中最大正弯矩Mmax求解如下。 一层：左震 右震

地震参与组合时，BC梁跨中最大正弯矩Mmax求解如下：

一层：

以下为求风荷载参与组合时框架梁跨中最大弯矩Mmax，外荷载取1.2 SGk+1.26 SQk。计算简图如图10.1及图10.2。 AB跨梁：一层：左风 右风 BC梁跨：一层

框架梁内力的标准组合及准永久组合见表10.2。

表10.2 框架梁内力组合表(标准组合、轴线处) 楼层 截面内力 位置 A B左 M V M V M V MAB MBC SGk SQk Swk SGk+SQk+0.6Swk → ← SGk+0.7SQk+Swk 准永久组合 → ← SGk+0.5SQk 一层 B右 跨间 注:表中MAB、MBC分别为AB跨与BC跨的跨间最大正弯矩。M以下部受拉为正,V以使另一端产生顺时针转动为正。Swk为在左风作用下的内力。

2、 框架柱内力组合

取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果(基本组合和标准组合)及柱端弯矩设计值的调整见表10.3~10.10。

表10.9 横向框架A柱弯矩和轴力组合(标准组合) 楼层 截面位内力 置 柱顶 柱底 M N M SGk SQk Swk SGk+SQk+0.6Swk → ← SGk+0.7SQk+Swk → ← SGk+0.5SQk 1 第 18 页

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N 注:表中M以左侧受拉为正,单位为kN·m,N以受压为正,单位为kN。Swk、SEk两列分别为在左风及左地震作用下的内力。

表10.10 横向框架B柱弯矩和轴力组合(标准组合) 楼层 截面位内力 置 柱顶 1 柱底 M N M N SGk SQk Swk SGk+SQk+0.6Swk → ← SGk+0.7SQk+Swk → ← SGk+0.5SQk 注:表中M以左侧受拉为正,单位为kN·m,N以受压为正,单位为kN。Swk、SEk两列分别为在左风及左地震作用下的内力。

十一、框架梁、柱截面设计

在“强剪弱弯”、“强柱弱梁”概念设计所进行的内力调整，仅在偶然组合中进行。 1、设计表达式

在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式： 0SR

在地震荷载效应组合下的一般设计表达式： 0SERERRE

对于安全等级为二级的建筑物，取结构重要性系数γ0＝1.0。 2、框架梁配筋计算 (1)、正截面配筋计算 a 设计表达式

二级建筑物在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式： SR

在地震荷载效应组合下的一般设计表达式： SERERRE

在以上表达式中，S为不考虑地震作用的荷载效应组合，R为不考虑地震作用的结构抗力；SE为考虑地震作用的荷载效应组合，RE为考虑地震作用的结构抗力；γRE为承载力抗震调整系数，按《建筑抗震设计规范》取用。γRE≤1.0。 为简化配筋计算，将式SE≤R/γRE改为γRESE≤R，然后根据S和γRESE中的较不利者进行配筋计算。

b 控制截面及内力

在进行配筋计算时，选框架梁两端支座截面和跨中截面作为控制截面。在支座截面，取弯矩最小值（负弯矩绝对值最大）作为配置支座抵抗负弯矩的纵向受力钢筋的依据。而且应取结点边缘的弯矩值进行配筋计算： Mb＝M－Vhc/2

其中，M为框架柱轴线处的弯矩设计值，V为框架柱轴线处的剪力设计值，hc为框架柱的截面高度。在跨中截面，取弯矩最大值作为配置跨中纵向受力钢筋的依据。 c 配筋计算

在上面的内力计算中，已经将轴线处的内力调整到支座截面边缘；在内力组合步骤中，已进行“强剪弱弯”、“强柱弱梁”的调整。以第一层梁为例。 AB跨： BC跨：

其余梁的正截面配筋计算过程及结果见表11.1。

表11.1 框架梁正截面配筋计算

层次 1 截面 支座 A M(kN·m) ξ A's(mm2) As(mm2) 第 19 页

实配钢筋As(mm2) A's/As ρ(%) 毕业设计

Bl AB跨间 支座Br BC跨间 (2)、斜截面配筋计算 a 设计表达式

二级建筑物在非地震荷载效应组合下的一般设计表达式： SR

在地震荷载效应组合下的一般设计表达式： SERERRE

S为不考虑地震作用的荷载效应组合，R为不考虑地震作用的结构抗力；SE为考虑地震作用的荷载效应组合，RE为考虑地震作用的结构抗力；R为抗震受剪承载力；γRE为承载力抗震调整系数。

SE(Vb)根据抗震等级按《混凝土结构设计规范》11.3.2重新计算，以体现强剪弱弯，在剪力设计值确定中，考虑梁端弯矩增大：

lSE(Vb)1.1(MbMbr)lnVGb

《混凝土结构设计规范》11.3.4确定，考虑受剪承载力在低周反复荷载下的降低，R根据

将混凝土的抗剪强度降低0.7×60%=0.42：

R(Vu)0.42ftbh01.25fyvAsvh0s

由于抗震和非抗震受剪承载力计算公式不同，按抗震和非抗震分别计算受剪承载力。

b 控制截面及内力

在进行配筋计算时，选框架梁两端支座截面作为控制截面。在支座截面，应取结点边缘的剪力设计值进行配筋计算： Vb=V－qhc/2

其中，V为框架柱轴线处的剪力设计值，q为框架梁上的均布荷载设计值，hc为框架柱的截面高度。

c 截面尺寸验算

在非地震荷载效应组合下，应满足下式要求： Vb≤0.25fcbh0

在地震荷载效应组合下，应满足下式要求： γRE VbE≤0.2fcbh0 d 配筋计算

为方便施工，框架梁只配置箍筋而不配置弯起钢筋。以第一层为例。 AB跨 BC跨

其余梁的斜截面配筋计算过程及结果见表11.2。

表11.2 框架梁斜截面配筋计算 0.2βcfcbh0 (抗震) 荷载 V或γREV Asv/s 层次 截面 0.25βcfcbh0 Asv/s 梁端加密区(Asv/s) 非加密区Asv/s(ρsv%) 较大值 情况 (kN) (非抗震) (kN) 地震 A、Bl 非地震 1 地震 Br 非地震 第 20 页

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3、框架柱配筋计算

采用强柱弱梁概念设计，有目的增大柱端弯矩设计值，根据抗震等级三级：

∑Mc = 1.1∑Mb

三级抗震底层柱弯矩乘1.15。

考虑强剪弱弯：

Vc = 1.1(Mct+Mcb)/Hn

框架角柱经上述调整后，弯矩和剪力乘不小于1.1增大系数。

柱子采用对称配筋，分别取Mmax及相应的N和Nmax及相应的M计算。柱内纵向钢筋采用HRB335级钢筋，fyfy300Nmm2,b0.55，采用C30级混凝土，

ft1.43Nmm2,fc14.3Nmm2。

(1)、剪跨比和轴压比验算

剪跨比和轴压比验算见表11.3。由表可知，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范的要求(剪跨比均大于2，轴压比均不大于0.9)。

表11.3 柱的剪跨比和轴压比验算 b h0 柱号 层次 (mm) (mm) 2 A柱 1 B柱 2 1 fc (N/mm2) Mc (kN·m) Vc (kN) N (kN) Mc/Vch0 N/fcbh (2)、柱正截面承载力计算

以第一层柱为例。

A柱：bh550mm550mm

根据柱的内力组合表，选出最不利内力进行配筋计算。 Mmax186.28kNm，相应的轴力N13.52kNm。

M186.28106e0113.34mm

N13.52103ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即550/30=18.33mm，故取ea=20mm。

eie0ea113.3420133.34mml0H4450mm

柱的计算长度按下式确定：

一般情况下，底层柱为1.0H，其余层柱为1.25H，H为柱高。当水平荷载产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的75%以上时，框架柱的计算长度l0可按下列两个公式计算，并取其中较小值：

l0(20.2min)H其中：u、l分别为柱的上端、下端节点处交汇的各柱线刚度之和与交汇的各梁线刚度之和的比值；min为比值u、l中的较小值；H为柱的高度。

柱的计算长度计算结果见表11.4。

表11.4 横向框架柱计算长度

l0[10.15(ul)]H

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柱 层次 A 柱 B 柱 2 1 2 1 H (m) ψu ψl ψmin [1+0.15(ψu+ψl)]H (m) (2+0.2ψmin)H (m) l0 (m) l0 (m) (地震不(地震参参与组与组合) 合) 则 l0h44505508.0915

0.5fcA0.514.3550211.321,取113N13.521021.0

l1(0)21218.0921.179e133.3414001400ih510h0ei1.179133.34157.2mm0.3h0153mm，按大偏压计算。

h550eeias1.179133.3440392.21mm

2211对称配筋

再按Nmax及相应的M一组计算。

0.2%5502605mm2。 但应满足min0.7%，单侧配筋率min0.2%，故AsAs1017mm2，选配418，AsAs310171.09%0.7%，满足要求。

550510其它柱的正截面配筋计算过程和结果见表11.5。

(3)、柱斜截面受剪承载力计算

在柱内力组合时已经对柱剪力进行了强剪弱弯的调整，且调整后的剪力值一般大于非抗震时的剪力组合值，故只对柱斜截面进行抗震承载力验算。以一层B柱为例。

REV104.77kN0.2cfcbh00.21.014.3550510802.23kN 截面尺寸满足要求。

Mcc4.3,取3Vh0

N1595.05kN0.3fcbh0.314.355021297.73kN取N=1297.73kN。

AsvsREV1.05ftbh00.056N1

fyvh0104.771030.6801.051.435505100.0561297.7310331

210510故按构造配置箍筋。

柱端加密区箍筋选用4肢ɸ10@100。由表11.3可知一层柱底的轴压比n=0.61，查表得λv=0.11，则最小体积配箍率

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vminvfcfyv0.1116.72100.875 AsvvAcor0.8755005000.7sli10085002取ɸ10，Asv78.5mm，则s143.5mm，故取为4ɸ10@100。柱上端箍筋加密区长度取

700mm，下端1400mm。非加密区箍筋取4ɸ10@200，s200mm15d240mm。

其它柱的斜截面受剪承载力计算过程和结果见表11.6。

表11.6 横向框架柱箍筋配置表

实配箍筋(ρv%) 加密区范围(mm) 柱 层 γREV 0.2βcfcbh0 N 0.3fcA (kAsv/s λvfc/fyv (kN) (kN) (kN) 号 次 N) 加密区 非加密区 柱顶 柱底 A 2 柱 1 B 2 柱 1

4、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算

抗震规范规定，三、四级框架节点核芯区可不进行抗震验算，但应符合抗震构造措施的要求。因此，框架梁柱节点核芯区截面的箍筋配置与该节点上下柱端箍筋加密区的配置相同，均满足要求。

十二、裂缝开展宽度及变形验算 1、裂缝开展宽度验算

正截面裂缝宽度验算等级为三级，即按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响计算的最大裂缝宽度，应符合下列规定：

ωmax≤ω1im

式中

ωmax——按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响计算的最大裂缝宽度；

ω1im——最大裂缝宽度限值，取0.3mm。

在矩形、T形、倒T形和I形截面的钢筋混凝土受拉、受弯和偏心受压构件及预应力混凝土轴心受拉和受弯构件中，按荷载效应的标准组合并考虑长期作用影响的最大裂缝宽度(mm)可按下列公式计算：

maxcrskEs(1.9c0.08ftkdeqte)1.10.65nidi2 deqniiditesk

teskAsAteMk0.87h0As式中

αcr——构件受力特征系数，取2.1；

ψ——裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数：当ψ<0.2时，取ψ=0.2；当ψ>1时，取ψ=1；对直接承受重复荷载的构件，取ψ=1；

σsk——按荷载效应的标准组合计算的钢筋混凝土构件纵向受拉钢筋的应力或预应力混

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凝土构件纵向受拉钢筋的等效应力；

Es——钢筋弹性模量，取2.010Nmm；

c——最外层纵向受拉钢筋外边缘至受拉区底边的距离(mm)，取c=25；

ρte——按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率；在最大裂缝宽度计算中，当ρte<0.01时，取ρte=0.01；

Ate——有效受拉混凝土截面面积：对轴心受拉构件，取构件截面面积；对受弯、偏心受压和偏心受拉构件，取Ate=0.5bh+(bf-b)hf，此处，bf、hf为受拉翼缘的宽度、高度；对跨中

截

面

52Ate0.53006009104mm2，对AB跨BC

支座，

Ate0.5300600(2200300)1002.8105mm2，对Ate0.5300600(1000300)1001.6105mm2；

Mk——按荷载效应的标准组合计算的弯矩值； As——受拉区纵向非预应力钢筋截面面积； deq——受拉区纵向钢筋的等效直径(mm)；

di——受拉区第i种纵向钢筋的公称直径(mm)；

ni——受拉区第i种纵向钢筋的根数；

vi——受拉区第i种纵向钢筋的相对粘结特性系数，取1.0；

ftk——混凝土轴心抗拉强度标准值，为2.01N/mm2； h0——有效截面高度，取565mm。 第一层AB梁跨中：

其余梁计算方法同上，计算结果见表12.1及表12.2。

表12.1 AB跨框架梁裂缝开展宽度验算表

跨支座，

楼层 内力组合 As Ate Mb m) (mm2) (mm2) Mk(kN·m) Vk(kN) (kN·左支座 1 跨中 右支座 验算 截面 ρte σsk ψ deq ωmax (mm)

表12.2 BC跨框架梁裂缝开展宽度验算表 内力组合 As Ate 验算 Mb ωmax ρ σ ψ d teskeq(mm) 截面 Mk(kN﹒m) Vk(kN) (kN﹒m) (mm2) (mm2) 1 支座 由表12.1及表12.2可得，ωmax的最大值为0.22mm，小于限值0.3mm，满足要求。由表10.9和表10.10估算知偏心受压柱的e0/h0均小于0.55，可不验算裂缝开展宽度。 2、变形验算

受弯构件的挠度应按荷载效应标准组合并考虑荷载长期作用影响的刚度B进行计算所求得的挠度计算值不应超过规范规定的限值。

矩形、T形、倒T形和I形截面受弯构件的刚度B可按下列公式计算： 楼层 BMkBs

Mq(1)Mk式中

Mk——按荷载效应的标准组合计算的弯矩，取计算区段内的最大弯矩值； Mq——按荷载效应的准永久组合计算的弯矩，取计算区段内的最大弯矩值； Bs——荷载效应的标准组合作用下受弯构件的短期刚度；

θ——考虑荷载长期作用对挠度增大的影响系数，当0时取θ=2.0，当时取

bh0,Asbh0。 θ=1.6，当为中间数值时按线性内插法取用。此处As第 24 页

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在荷载效应的标准组合作用下受弯构件的短期刚度Bs可按下列公式计算：

Bs6E1.150.213.5fEsAsh02

式中

ψ——裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数；

αE——钢筋弹性模量与混凝土弹性模量的比值，αE＝6.667； ρ——纵向受拉钢筋配筋率； f——受压翼缘的加强系数，

f(bfb)hfbh0(2200300)1003005651.121。

Mkl02挠度fS，S可取1/16(近似按均布荷载计算)，f限值为l0200。

B以第一层AB梁为例：Mk77.42kNm,Mq61.52kNm,l06.6m，取跨中最大

弯矩处的刚度作为构件的刚度，经估算知支座处的刚度不大于跨中最大弯矩处的刚度的2倍也不小于其1/2。

由上面的裂缝计算可知 ψ＝0.433，

挠度满足要求。其余层梁的挠度验算见表12.3。

表12.3 AB跨梁挠度验算

Mk Mq As θ ρ ψ Bs B S (kN·m) (kN·m) (mm2) 1 由表12.3可知，挠度的最大值为5.43mm，小于l020033mm，满足要求。 层次 f (mm) 十三、罕遇地震作用下薄弱层的抗震变形验算

7~9度时楼层屈服强度系数小于0.5的框架结构需进行罕遇地震作用下薄弱层的抗震弹塑性变形验算。楼层屈服强度系数ξy为按构件实际配筋和材料标准值计算的楼层受剪承载力和楼层弹性地震剪力的比值，ξy=Vy/Ve。取5轴线计算。 1、罕遇地震作用下楼层剪力Ve计算

罕遇地震作用下水平地震影响系数最大值αmax=0.50，多遇地震作用下水平地震影响系数最大值αmax=0.08，罕遇地震与多遇地震的地震影响系数之比为0.5/0.08＝6.25。罕遇地震作用下场地土特征周期Tg=0.35s，将多遇地震的层间剪力乘以6.25即得罕遇地震作用下的楼层剪力，见表13.1。表中Vi表示5轴线框架的层间剪力。

表13.1 罕遇地震作用下的楼层剪力

多遇地震作用下的楼层 罕遇地震作用下的楼层 Di/∑Di Vi(kN) 剪力(kN) 剪力(kN) 1 2、楼层受剪承载力Vy (1)、构件实际正截面承载力

按框架梁、柱的实配钢筋面积及材料强度标准值，分别由下式计算构件端部的实际正截面承载力： 层次 ) 梁 MbyfykAs(h0as)0.5NGh(1NGfckbh) 偏压柱 McyfykAs(h0as式中

aaAsa——构件的实配钢筋面积；

fyk、fck——受拉钢筋和受压混凝土的强度标准值；

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NG——相应于重力荷载代表值的轴向力，分项系数取1.0。

以框架底层为例，fyk335Nmm2。

AB跨梁：左端 右端

BC跨梁：左(右)端 A柱：柱底 柱顶

其余各层计算结果见表13.2与表13.3。

表13.2 框架梁实际正截面承载力 层次 梁 AB跨梁左端 1 AB跨梁右端 BC跨梁左右端 位置 上 下 上 下 上 下 NG(kN) As(mm2) As(mm2) Mby(kN·m) Mcy(kN·m) 表13.3 框架柱实际正截面承载力

层次 柱 A柱 1 B柱 将结果用图形表示为： 位置 柱顶 柱底 柱顶 柱底 第 26 页

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图13.1 框架各构件实际正截面承载力(kN·m)

由图13.1可知，∑Mby均小于∑Mcy，为弱梁型节点。Mby其中 Mby——节点两侧梁端的屈服弯矩之和； Mcy——节点上下柱端的屈服弯矩之和；

kiu也均小于Mcyij。 kiki1ki、ki1——i层及i+1层柱的线刚度；

u——i层j柱上端的屈服弯矩。 Mcyij(2)、第i层柱的相对弹性线刚度k(i) k(i)[式中

Ec(i)I(i)h(i)Ec0I0] h0Ec0I0为标准层柱的线刚度，取2~4层，设其相对线刚度为1，则1层k=1.185，5层h0k=0.882，6层k=1。

(3)、楼层受剪承载力计算

采用简化的柱底塑性铰法计算，由下式计算各柱的受剪承载力：

lVyij[McyijMbyki(kiki1)]hi

其中Vyij为i层j柱的抗剪承载力，Mcyij为i层j柱柱底的屈服弯矩，hi为i层柱净高。计算结果见表13.4。

表13.4 i层j柱的抗剪承载力

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层次 柱 A柱 位置 上 下 上 Mby Mby 节点左 节点右 h (m) 1 B柱 下 进而由下式求出楼层的受剪承载力： j1Mcy ∑Mby Vyij ki/(ki+ki+1) (kN·m) (kN·(kN) m) VyiVyij，式中Vyi为i层柱的抗剪承载力。

计算结果见表13.5。

表13.5 楼层受剪承载力计算

楼层 边柱 中柱 1 2 3 4 5 6 Vy(i) (kN) (4)、薄弱层弹塑性层间变形验算 楼层的屈服强度系数y由下式计算：

y(i)VyiVe 式中 Vyi——楼层受剪承载力

Ve——罕遇地震作用下的楼层剪力

计算结果见表13.6。

表13.6 楼层屈服强度系数 楼层 ξy 1 2 3 4 5 6 经计算选1、5层为薄弱层，其弹塑性层间位移计算结果见表13.7。其中uppue，式中up为薄弱层的层间弹塑性位移，ue为按弹性分析的层间位移，p为弹塑性位移增大系数。由表可知，最大层间弹塑性位移角发生在第五层，其p1137[p]150，满足要求。

表13.7 弹塑性层间变形验算 楼层 1 Vei (kN) Di (N/mm) Δuei (mm) ηp Δupi (mm) θp=Δupi/hi 十四、梁板设计 1、楼面板 (1)、梁板布置

取第一层楼面，标高3.55m处，板厚100mm。梁板布置简图如图14.1。

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图14.1 标高3.55m处梁板布置

楼面板：B1、B2、B3、B4、B5、B8、B9、B10按双向板计算；

B6、B7按单向板计算。

单、双向板均按弹性理论设计。 (2)、荷载设计值： 房间

恒荷载 g=1.2×3.1584=3.79 kN/m2 活荷载 q=1.4×2=2.8 kN/m2 g+q/2=3.79+2.8/2=5.19 kN/m2 q/2=2.8/2=1.4 kN/m2

g+q=3.79+2.8=6.59 kN/m2 走道、楼梯间

恒荷载 g=1.2×3.1584=3.79 kN/m2 活荷载 q=1.4×2.5=3.5 kN/m2 g+q/2=3.79+3.5/2=5. kN/m2 q/2=3.5/2=1.75 kN/m2 g+q=3.79+3.5=7.29 kN/m2 (3)、计算跨度

计算跨度l0取轴线间距离。 (4)、弯矩计算

双向板的弯矩计算如下：

跨中最大弯矩为当内支座固定时，在g+q/2作用下的跨中弯矩值与内支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和；

支座最大弯矩为当内支座固定时，在g+q作用下的支座弯矩值。 B1板：l01/l02=1.8/3.2＝0.56，查表可得

q2q2m1(0.03810.20.006)(g)l01(0.05220.20.0109)l01 22

0.7050.3081.013kNmq2q2m2(0.0060.20.0381)(g)l01(0.01090.20.0522)l0122

0.2440.1210.365kNm2m10.081(gq)l01m11.913kNm

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2m20.0571(gq)l01m21.349kNm

B2板： B3板： B4板： B5板： B8板： B9板： B10板： 单向板B6、B7近似计算如下： B6板：

2跨中 m10.17.2936.561kNm

0.1197.29327.808kNm 支座 m1B7板：

2跨中 m10.16.5935.931kNm

(5)、截面设计

截面有效高度：假定选用ɸ8钢筋，则l01方向跨中截面的h01=81mm，l02方向跨中截面的h02=73mm，支座截面的h0=81mm。

设计时将中间区隔的支座弯矩折减20%，其它不变。为便于计算，近似取 γ＝0.95，As

表14.1 标高3.55m处板配筋计算表 截面 h0 (mm) m (kN·m) As (mm2) 配筋 实有As (mm2) m。截面配筋计算结果及实际配筋见表14.1。

0.95h0fy跨 l01方向 B1 l02方向 中 支 B1-B2 座 2、屋面板 (1)、梁板布置

取第六层屋面，标高22.03m处，板厚如图14.2。

100mm，板4、板5厚150mm。梁板布置简图

图14.2 标高22.03m处梁板布置

屋面板：B1、B3、B5按双向板计算，B2、B4按单向板计算。单、双向板均按弹性理论设计。 (2)、荷载设计值： 房间

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恒荷载 g=1.2×4.696=5. kN/m2 活荷载 q=1.4×0.5=0.7 kN/m2 g+q/2=5.+0.7/2=5.99 kN/m2 q/2=0.7/2=0.35 kN/m2 g+q=5.+0.7=6.34 kN/m2 电梯间

恒荷载 g=1.2×3.1584=3.79 kN/m2 活荷载 q=1.4×7=9.8 kN/m2 g+q/2=3.79+9.8/2=8.69 kN/m2 q/2=9.8/2=4.9 kN/m2

g+q=3.79+9.8=13.59 kN/m2 (3)、计算跨度

计算跨度l0取轴线间距离。 (4)、弯矩计算

双向板的弯矩计算如下：

跨中最大弯矩为当内支座固定时，在g+q/2作用下的跨中弯矩值与内支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和；

支座最大弯矩为当内支座固定时，在g+q作用下的支座弯矩值。 B1板：l01/l02=3.29/6.6＝0.50，查表可得 B3板： B5板：

单向板B2、B4近似计算如下： B2板：跨中 B4板：跨中 支座 (5)、截面设计

截面有效高度：假定选用ɸ8钢筋，则l01方向跨中截面的h01=81mm，l02方向跨中截面的h02=73mm，支座截面的h01=81mm。

设计时将中间区隔的支座弯矩折减20%，其它不变。为便于计算，近似取 γ＝0.95，Asm。截面配筋计算结果及实际配筋见表14.2。

0.95h0fy截面 表14.2 标高22.03m处板配筋计算表 h0 m As (mm) (kN·m) (mm2) l01方向 l02方向 B1-B1 配筋 实有As (mm2) 跨中 支座 B1 3、次梁设计计算

选一根承受荷载较大的次梁计算

荷载设计值 总计 g+q=30.19+10.08=40.27 kN/m

跨中最大弯矩 支座最大剪力 满足要求。

十五、地基基础设计

采用柱下条形基础，纵向布置，在4轴线处设置沉降缝，缝宽120mm。基础梁高1500mm，宽700mm，翼板最外端厚250mm，根部厚350mm。基础混凝土等级为C20，受力钢筋采用HRB335级纲筋。基础垫层70mm，保护层厚40mm，持力层的地基承载力特征值fak=140 kN/m2。基础断面如图15.1。

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图15.1 基础断面

1、地基设计

“建筑抗震设计规范”4.2.1对地基主要受力层范围内不存在软弱粘性土层（承载力特征值fak小于80、100、120kPa，分别对应7、8、9度抗震设防），不超过8层且高度在25m以下框架结构，可不作地基及基础的抗震承载力验算。故本框架结构不作地基及基础的抗震承载力验算。

(1)、地基变形验算

对于设计等级为丙级、六层及以下的框架结构、地基承载力特征值fak不小于130 kPa的结构可不作地基变形验算。本结构不作地基变形验算。 (2)、地基承载力特征值

当基础宽度大于3 m或埋深大于0.5m时，地基承载力应作宽深修正，地基承载力特征值按下式计算：

fafakb(b3)dm(d0.5)

假设基底宽度小于3m，则

fafakb(b3)dm(d0.5)

1400.318.3(33)1.515(2.00.5)173.75kNm2

2、基础设计

(1)、柱下条基的构造

条基底板采用变厚度翼板，翼板最外端厚250mm，根部厚350mm，顶面坡度为1:8.5，小于1:3。持力层选择粉土层，基础埋置深度2m。基础梁高1500mm，宽700mm，基础断面如图15.1。

(2)、柱下条基底面尺寸的确定 由于一端设沉降缝，无法将条基外伸，故条基长度L=325+7200×2+6580+290=21595mm。

按地基承载力确定基础底面积及埋深时，传至基础底面积上的荷载效应按标准组合计算，土体自重按实际的重力密度计算，分项系数取为1.0。

地基反力计算

∑Fk—上部建筑物作用在条基上各竖向荷载之和，相应荷载效应为标准组合；

G—基础自重和基础上土重；

∑Mk—各外荷载对基础梁中点的力矩之和，相应荷载效应为标准组合，由纵向框架柱底弯矩、∑Fk、G及纵向框架柱底剪力对基础梁中点的力矩共同组成。

∑Fk及∑Mk可由纵向框架柱底内力得到，但时间所限，一般纵向框架内力没算，故采用以下处理方法：忽略∑Mk，∑Fk由横向框架柱底轴力给出；一般仅算一榀横向框架，其他横向框架柱底轴力，按受荷面积比由计算横向框架柱底轴力估算，弯矩同理。

当pkmax与pkmin相差不大时，可近似取均值作为均布的地基反力计算：

kmaxpkminFkGbl6Mkbl2第 32 页

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pkFkG图15.2 荷载标准组合下的基底反力

bl

确定基底宽度：

取b=2.4m。基底以下无软弱下卧层。 (3)、柱下条基基梁的内力与配筋 a 基梁的内力计算

图15.3 倒梁法计算基梁内力

b 基梁的配筋计算

图15.10 基梁配筋计算简图

正截面设计： 斜截面设计：

图15.11 I－I截面配筋图

(4)、基础底板的内力与配筋计算 十六、楼梯及雨篷设计

选取A型楼梯计算，所在层高3.6m。采用板式楼梯，梯段板厚120mm，混凝土采用C30级，钢筋采用HPB235级。计算简图如图16.1。

图16.1 楼梯计算简图

1、 梯段板设计 (1)、荷载计算 (2)、截面设计 2、 平台板设计

取板厚h=80mm，取1m板宽计算。 (1)、荷载计算 (2)、截面设计 3、 平台梁设计 TL1： TL2： TL3：

4、 立柱设计 5、 雨篷设计

图16.2 雨篷板计算简图

（雨篷梁还应该进行扭矩强度和剪力验算。计算纵向配筋时，抗弯抗扭钢筋要叠加在一起。）

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