六层框架办公楼计算

六层框架办公楼设计 1建筑 说明 关于失联党员情况说明岗位说明总经理岗位说明书会计岗位说明书行政主管岗位说明书 1.1 工程概况 本建筑位于某市文化行政区临街一侧，六层现浇钢筋混凝土框架结构，房间开间3.9米，层高3.6米。长35.1米，宽14.8米，高21.6米。总建筑面积3116.88平方米。 1.2 设计资料 1) 本建筑设计使用年限为50年. 2) 耐火等级为2级. 3) 基本风压 =0.35 KN/M2，基本雪压 =0.25 KN/M2. 4) 建筑结构安全等级为二级；抗震设防烈度为8度；建筑场地类别为2类，建筑抗震设防类别为丙类. 1.3 总平面设计 总平面布置的基本原则： 1) 应根据一栋楼或一个建筑群的组成和使用功能，结合所处位置和用地条件、有关技术 要求 对教师党员的评价套管和固井爆破片与爆破装置仓库管理基本要求三甲医院都需要复审吗 ，综合研究新建的、原有的建筑物、构筑物和各项设施等相互之间的平面和空间关系，充分利用土地，合理进行总体布局，使场地内各组成部分成为有机的整体，并与周围环境相协调而进行的设计。 2) 应结合地形、地质、气象条件等自然条件布置，有效组织地面排水，进行用地范围内的竖向布置。 3) 建筑物的布置应符合防火、卫生等规范及各种安全要求，并应满足交通要求。 4) 建筑物周围布置应与城市主干道及周围环境相协调，合理组织场地内的各种交通流线（含人流、车流、货流等），并安排好道路、出入口，并考虑风向及人员出入的便利。 1.4 主要房间设计 主要房间是各类建筑的主要部分，是供人们学习、生活的必要房间，由于建筑物的类别不同，使用功能不同，对主要房间的设计也不同。但主要房间设计应考虑的基本因素仍然是一致的，即要求有适宜的尺寸，足够的使用面积，适用的形状，良好的采光和通风条件，方便的内外交通联系，合理的结构布置和便于施工等。 因此，本建筑的柱网横向尺寸6.0m+2.8m+6.0m，纵向尺寸3.9m×9m。 1.5 辅助房间设计 在本建筑中，辅助房间主要为卫生间。 卫生间的设计在满足设备布置及人体活动的前提下，应设在人流交通线上与走道楼梯间相连处，如走道尽端，楼梯间即出入口或建筑物转角处，为遮挡视线和缓冲人流。 在本建筑中，每层设男、女卫生间各1间。设在楼梯的两边，卫生间单间尺寸为3.9m×6m. 1.6 交通联系空间的平面设计 主要房间和辅助房间都是单个独立的部分，而房间与房间的水平与垂直方向上的联系、建筑物室内外之间的联系，都要通过交通联系来实现。交通联系空间按位置可分为水平交通空间（走廊），垂直交通空间（楼梯，坡道）和交通枢纽空间（门厅，过厅）。交通联系空间形状、大小、部位主要决定于功能关系及建筑空间处理的需要，设计时应主意：交通流线简洁明确，对人流起导向作用。良好的采光、通风。安全防火，平时人流畅通，联系方便；交通联系空间的面积大，要有适当的高度和宽度。 1) 水平交通空间的平面设计 走廊起着联系各个房间的作用，走廊宽度的确定，应符合防火、疏散和人流畅通的要求，本建筑走廊轴线尺寸为2800mm。 走廊要求有良好的采光，本建筑设计采用内廊式，为便于有充足的采光，采取：依靠走廊尽端的开窗（尺寸2100×2100mm）；利用门厅采光；灯光照明。 2) 垂直交通空间的平面设计 楼梯是多层房屋的垂直联系和人流疏散的主要措施。由于该建筑物是办公楼，按防火要求和疏散人流，该建筑物设双跑楼梯。 3) 交通枢纽空间 门厅作为交通枢纽，其主要作用是集散人流，转换人流方向，室内外空间的过渡或水平与垂直交通空间的衔接等。门厅一般应面向主干道，使人流出入方便，有明确的向导性，同时交通流线组织应间明醒目。本设计中大厅门取3300mm×3000mm，门开启方向是里外都可以开的弹簧门，另外在楼梯下设应急门2400 mm×1800 mm，以满足防火疏散要求。 所有的窗户均采用铝合金窗，门为木门（大门除外）。 1.7 剖面设计 1) 层高的确定 层高是剖面设计的重要依据，是工程常用的控制尺寸，同时也要结合具体的物质技术、经济条件及特定的艺术思路来考虑，既满足使用又能达到一定的艺术效果。 本建筑为六层，主要为办公室，层高确定为3.6m，这样的房间高度比较合适些，给人一正常的空间感觉。 2) 室内外高差的确定 为防止室内受室外雨水的流渗，室内与室外应有一定的高差，且高差不宜过大，若过大便不利于施工和通行，故设计室内外高差为0.6m。 3) 屋面排水设计 本建筑设计中屋面利用材料找坡（2％），采用有组织排水（女儿墙外排水），为了满足各个落水管的排水面积不大于200m2, 公设8个落水管。因2％<1/12，故为平屋顶。 4) 楼梯剖面设计 所有楼梯均采用现浇钢筋混凝土结构，其具有整体性好，坚固耐久，刚度好等特点。 楼梯踏步面层要求耐磨、美观、防滑，便于清扫，踏步高为300mm,宽为150mm。 1.8 立面设计 建筑立面可以看成是由许多构件组成，如墙体、梁柱、门窗及勒角、檐口等，恰当地确定立面中这些构件的比例、尺寸，运用节奏、韵律、虚实、对比等规律，已达到体型完整，形式和内容的统一。本结构是钢筋混凝土框架，具有明快、开朗、轻巧的外观形象，不但为建筑创造了大空间的可能性，同时各种形式的空间结构也大大丰富了建筑的外部形象，立面开窗自由，既可形成大面积独立窗，也可组成带形窗等。 1) 体型 建筑体型设计主要是对建筑物的轮廓形状、体量大小、组合方式及比例尺的确定。本建筑根据场地和周围环境的限制，整栋建筑物采用“一”字型，结构和经济方面都容易满足。 2) 墙体 MU10蒸压砂灰砖120厚，内砌250厚加气混凝土、小型砌块。 内墙做法：240厚加气混凝土小型砌块 3) 门厅 门厅为建筑物的主要出入口，门厅的装饰要能体现建筑物的性质及气势。门厅做的与一层同高，门厅尺寸为3900mm×3600mm。 1.9 构造设计 构造设计主要包括楼地面设计、屋面设计、女儿墙设计等。 地面设计应根据房间的使用功能和装修 标准 excel标准偏差excel标准偏差函数exl标准差函数国标检验抽样标准表免费下载红头文件格式标准下载 ，选择适宜的面层和附加层，从构造设计到施工质量上确保地面具有坚固、耐磨、平整、不起灰、易清洁、防火、保温、隔热、防潮、防水、防腐蚀等特点。 1) 大理石地面做法 12mm厚大理石块面（水泥砂浆檫缝） 20mm厚细石混凝土 现浇楼板（100mm） 天棚抹灰（15mm） 2) 屋面做法 三毡四油铺小石子 20mm厚水泥砂浆找平层 50mm厚苯板保温 1：10水泥珍珠岩找坡（坡度3%） 一毡二油隔气层 20mm水泥沙浆找平 100mm厚现浇钢筋混凝土板 天棚抹灰（15mm） 3) 散水做法 100mm厚1：2：3细实混凝土撒1：1水泥沙子压实抹光 150mm厚3：7灰土 素土夯实向外坡度5％ 见图1.1 4) 屋面泛水做法 见图1.2 图1.1 图1.2 图1.3 建筑设施详 表 关于同志近三年现实表现材料材料类招标技术评分表图表与交易pdf视力表打印pdf用图表说话 pdf 1-1 类别 尺寸 数量 附注 门 2100 1000 93个 M1室内木门 1800 2400 1个 楼梯口应急门 3300 3000 1个 M2玻璃大门 窗 2400 2100 101个 铝合金窗C1 2100 900 6个 铝合金窗C3 2100 2100 12个 走廊窗 C2 卫生间 6000 3900 12个 男女各6个 储藏室 6000 3900 6个 文档室 6000 3900 5个 资料室 6000 3900 5个 办公室 6000 3900 41个 高级办公室 7800 6000 8套 小会议室 10800 6000 2个 大会议室 15600 6000 2个 图2.1框架平面布置与计算单元简图 2 框架结构布置 取一榀横向平面框架计算，见图2.1 2.1 计算单元 取相邻两个柱距的各1/2宽作为计算单元。计算框架几何尺寸。 2.2 框架截面尺寸 横向框架梁 h= (1/10 ～ 1/18)L=（1/10 ～ 1/18） 6m=0.306 ～ 0.55m 取h=0.6m b=（1/2 ～ 1/3）h= （1/2 ～ 1/3） 0.6m= 0.2 ～ 0.3m 取b=0.25m 中间框架梁由于跨度小，截面尺寸取为0.25m 0.45m 纵向框架梁 h= (1/10 ～ 1/18)L=（1/10 ～ 1/18） 3.9m=0.22 ～ 0.39m b=（1/2 ～ 1/3）h= （1/2 ～ 1/3） (0.22 ～ 0.39)m=0.11 ～ 0.20m 综合建筑工程中设计情况取b h=0.25m 0.40m 框架柱 b=h=(1/8 ～ 1/12)H=(1/8 ～ 1/12) 3.6m=0.45 ～ 0.3m 取b*h=0.45m 0.45m 楼板厚度（采用双向板） h=L/40=3.6m/40=0.09m 综合建筑工程中设计情况取板厚为100mm。见图2.2， 图2.3。 2.3 梁柱的计算高度（跨度） 梁柱的跨度，取轴线间距，边梁跨为6m，中间梁跨度为2.8m 底层柱高，设底层柱高为4.95m, 其它层柱高为3.6m 图2.2框架几何尺寸图 图2.3框架几何尺寸图 2.4 框架计算简图 框架在竖向荷载作用下，可忽略节点侧移，按刚性 方案 气瓶 现场处置方案 .pdf气瓶 现场处置方案 .doc见习基地管理方案.doc关于群访事件的化解方案建筑工地扬尘治理专项方案下载 设计，在水平荷载作用下，不能忽略节点侧移，按弹性方案设计. 相对线刚度计算如下： 柱线惯性矩：Ic=a4/12=0.454/12m4=0.0034m4 底层柱线刚度：ic1=EcIc/H=28 109N/M2 0.0034M4/4.95M=1.92 107N·M 其余各层柱线刚度：ic1=EcIc/H=28 109N/M2 0.0034M4/3.6M=2.64 107N·M 边跨梁的惯性矩：Ib1=2bh3/12=2 0.25M 0.63M3/12=0.009M4 边跨梁的线刚度：ib1=EcIb1/L=25.5 109N/M2 0.009M4/6M=3.825 107N·M 中间跨梁的惯性矩：Ib2=2*bh3/12=2 0.25 0.453M3/12=0.0038M4 中间跨梁的线刚度：ib2=EcIb2/L=25.5 109N/M2 0.0038M4/2.8M=3.46 107N·M 设ib1=3.825 107N. M=1， 则ib2=3.46 107N.M/3.825 107N. M=0.90 ic1=1.92 107N/M/3.825 107N. M=0.50 ic2=2.64 107N.M/3.825 107N. M=0.69 详见计算简图2.4 图2.4 框架计算简图 3 恒荷载及其内力分析 3.1 屋面恒荷载 三毡四油上铺小石子 0.4 KN/M2 20mm厚水泥沙浆找平 20KN/M3 0.02M= 0.4 KN/M2 50mm厚苯板保温 0.5 KN/M2 1：10水泥珍珠岩找（坡度3%） 1/2 14.8M 3% 1/2 11KN/M3= 1.2 KN/M2 一毡二油隔气层 0.1KN/M2 20mm厚水泥沙浆找平 0.4 KN/M2 现浇楼板（100mm） 0.1M 25KN/M3= 2.5 KN/M2 天棚抹灰（15mm） 0.015M 17KN/M3= 0.26 KN/M2 屋面恒荷载标准值 5.8 KN/M2 3.2 楼面恒荷载 12mm厚大理石地面 0.012M 28KN/M3= 0.34 KN/M2 30mm厚细石混凝土 0.03M 24KN/M3= 0.72 KN/M2 现浇楼板（120mm） 0.1M 25KN/M3=2.5KN/M2 天棚抹灰（15mm） 0.015M 17KN/M3= 0.3 KN/M2 楼面恒荷载标准值 3.86KN/M2 3.3 构件自重 横向框架梁自重（边跨） 0.25M 0.6M 25KN/M3= 3.75 KN/M （中跨） 0.25M 0.45M 25KN/M3= 2.81KN/M 纵向框架梁自重 0.25M 0.4M 25KN/M3 = 2.5KN/M 框架柱自重（二至六层） 0.45M 0.45M 25KN/M3 3.6M=18.225 KN （底层） 0.45M 0.45M 25KN/M3 4.95M=25.06 KN 外墙重 0.25M 6.5KN/M3+0.12M 19KN/M3=3.9 KN 内墙重 0.15M 6.5KN/M3 3.6M= 3.5 KN/M 屋顶女儿墙 0.24M 19KN/M3 1.5M= 6.84 KN/M 铝合金窗 0.5 KN/M2 木门 0.2 KN/M2 边跨框架梁承担的由屋面板、楼面板传来的荷载为梯形，如下图3.1，为计算方便，按支座弯矩等效原则，将其化为矩形分布，其中α=a/l=3.9/4m/6m=0.16 图3.1梯形荷载分布等效图 屋面梁上线荷载： q1=(1-2α2+α3)q+3.75KN/M =(1-2 0.162+0.163) 5.8KN/M2 3.6M+3.75KN/M =23.6KN/M 楼面梁上线荷载：q2= (1-2α2+α3)q+3.75KN/M+3.5KN/M = (1-2 0.162+0.163) 3.86KN/M2 3.6M+3.75KN/M+3.5KN/M = 20.5KN/M 框架梁中各层恒荷载作用分布图如图3.2所示， 图3.2恒荷载作用分布图 3.4 固端弯矩计算 表3-1 边跨框架梁 中间框架梁 顶层 1/12 23.6KN/M 62M2 = 70.8KN.M 1/12 2.81KN/M 2.82M2 = 1.84KN.M 底层及标准 层 1/12 20.5KN/M 62M2 = 61.5KN.M 1/12 2.81KN/M 2.82M2 = 1.84KN.M 3.5 节点分配系数µ计算 顶点分配系数计算过程如下： 节点A： =4 1/(4 1+4 0.69)=0.59 =4 0.69/(4 1+4 0.69)=0.41 =4 1/4(1+0.69+0.69)=0.42 =4 0.69/4(1+0.69+0.69)=0.29 =4 0.69/4(1+0.69+0.69)=0.29 =4 1/4(1+0.5+0.69)=0.45 =4 0.69/4(1+0.69+0.5)=0.32 =4 0.5/4(1+0.69+0.5)=0.23 节点B ： =4 1/4(1+0.69+0.9)=0.39 =4 0.9/4(1+0.69+0.9)=0.35 =4 0.69/4(1+0.69+0.9)=0.27 =4 1/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.31 =4 0.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21 =4 0.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21 =4 0.9/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.27 =4 1/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.32 =4 0.9/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.29 =4 0.5/4(1+0.5+0.69+0.9)=0.16 =4 0.69/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.23 其余各层计算结果见下表： 表3-2 节点分配系数µ计算表 层 数 节点A各杆端分配系数µ 节点B各杆端分配系数µ 顶 层 A6B6 0.59 B6A6 0.38 A6A5 0.41 B6C6 0.35 B6B5 0.27 标 准 层 A5B5 0.42 B5A5 0.31 A5A4 0.29 B5B4 0.21 A5A6 0.29 B5B6 0.21 B5C5 0.27 底 层 A1B1 0.45 B1A1 0.32 A1A2 0.32 B1C1 0.29 A1A0 0.23 B1B0 0.16 B1B2 0.23 3.6 恒荷载作用下内力分析 恒荷载作用下内力分析采用力矩二次分配法，计算图见图3.3 ，图3.4。 图3.3恒荷载作用下内力计算过程 图3.4恒荷载作用下内力图 4 活荷载及其内力分析 4.1 屋面活荷载 屋面不上人时活荷载为0.5KN/M2 边跨（AB、CD）框架梁承受的由屋面板、楼面板传来的活荷载形式为梯形，与恒荷载相同，为计算方便，可按支座弯矩等效原则将其简化为矩形分布，得屋面梁上线荷载： q1= (1-2α2+α3)q=（1-2 0.162+0.162） 0.5KN/M2 3.6M=1.72KN/M 4.2 楼面活荷载 办公楼楼面活荷载为2.0KN/M2 同屋面荷载的简化方法，可得楼面梁上的线荷载： q2= (1-2α2+α3)q=（1-2 0.162+0.162） 2.0KN/M2 3.6M=6.86KN/M 框架各层活荷载作用分布图见下图： 4.3 内力分析 框架结构在楼屋面活荷载作用下采用满布荷载法，其内力计算方法与恒荷载相同，采用力矩二次分配法，对跨中弯矩计算结果需进行调整，分配系数同恒荷载。 表4-1 活荷载作用下固端弯矩计算表 边跨框架梁 中间跨框架梁 顶层 1/12 1.72KN/M 62M2= 5.16KN.M 0 底层及标准层 1/12 6.86KN/M 62M2= 20.58KN.M 0 其内力分布图，计算过程、内力图见图4.1 图4.2 图4.3。 图4.1 活荷载作用分布图 图4.2 活荷载作用下内力计算过程 图4.3活荷载作用下内力图 5 风荷载及其内力分析 5.1风荷载计算 基本风压值 ω0=0.35KN/M3 风振系数Βz值，由于建筑物H<30M,所以Βz=1.0 查《荷载规范》得体型系数µS值： 迎风面µS =0.8,背风面µS =-0.5,取µS =1.3 查表得风压高度变化系数µZ 值：一至三层µZ =0.74,四至六层µZ =0.87 得风荷载标准值ωK： 一至三层：ωK =Βz µZ µSω0 =1.0 0.74 1.3 0.35 KN/M2=0.34KN/M2 四至六层：ωK =Βz µZ µSω0 =1.0 0.96 1.3 0.35 KN/M2=0.44 KN/M2 风荷载的线荷载标准值qk： 一至三层：qk =2ωK 3.9M=0.68 KN/M2 3.9M=2.5 KN/M 四至六层：qk =2ωK 3.9M=0.80 KN/M2 3.9M=3.2 KN/M 为简化计算，将矩形分布的风荷载折算成节点集中力Fik: 第六层：3.2KN/M (3.6/2+1.5/2)M=7.2KN 第五层：3.2KN/M 3.6M/2 2=12KN 第四层：3.2KN/M 3.6M/2 2=12KN 第三层：3.2KN/M 3.6M/2+2.5KN/M 3.6M/2=11KN 第二层：3.2KN/M 3.6M/2 2=9KN 第一层：3.2KN/M (3.6M/2+4.2M/2)=10KN 风荷载作用下荷载分布图见5.1： 图5.1风荷载作用下荷载分布图 5.2 柱的D值及剪力分配系数η计算 风荷载作用下需考虑框架节点的侧移，采用D值法，各柱的D值及剪力分配系数η见表5-1： 表5-1 各柱D值及剪力分配系数η表 层位及层高 柱号 （一般层） αc = ( 底层) D= (KN/M) ΣD η= 六层（3.6M） A 1.5 0.43 0.3 1.33 0.23 B 2.7 0.57 0.364 0.27 C 2.7 0.57 0.364 0.23 D 1.5 0.43 0.3 0.27 二至五层（3.6M） A 1.5 0.43 0.3 1.33 0.23 B 2.7 0.57 0.3 0.27 C 2.7 0.57 0.364 0.23 D 1.5 0.43 0.3 0.27 底层（3.6M） A 0.153 0.664 0.23 B 0.179 0.27 C 3.8 0.731 0.179 0.27 D 2 0.625 0.153 0.23 5.3 各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算见表5-2 表5-2 框架各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算表 层号 柱号 ΣD KN/M KN /KN Y1 Y2 Y3 M底 KN.M M顶 KN.M 六层 A、D 0.23 1.33 7.2 1.7 0.375 0 0.375 2.70 3.89 B、C 0.27 1.8 0.425 0 0.425 2.77 3.6 五层 A、D 0.23 1.33 19.2 4.7 0.43 0 0.43 8.70 8.87 B、C 0.27 4.9 0.45 0 0.45 8.24 8.75 四层 A、D 0.23 1.33 31.2 7.7 0.45 0 0.45 14.27 14.28 B、C 0.27 7.9 0.48 0 0.48 13.8 13.83 三层 A、D 0.23 1.33 42.2 10.4 0.48 0 0.48 19.30 19.30 B、C 0.27 10.7 0.50 0 0.50 18.68 18.68 二层 A、D 0.23 1.33 51.2 12.6 0.50 0 0.50 23.4 23.4 B、C 0.27 13 0.50 0 0.50 22.68 22.68 一层 A、D 0.23 0.664 61.2 14.1 0.555 0 0.555 38.68 31.02 B、C 0.27 16.5 0.565 0 0.565 46.23 35.6 5.4 梁端弯矩计算 梁端弯矩的计算根据节点平衡理论，按各节点上梁的线刚度大小进行分配 第六层：A节点：已知MA6A5=3.9KN.M,则MA6B6=3.9KN.M B节点：已知MB6B5=3.6KN.M, 则 MB6A6= MB6C6= 第五层：A节点：已知MA5A6=2.7KN.M, MA5A4=8.87KN.M 则MA5B5=11.57KN.M B节点：已知MB5B6=2.77KN.M, MB5B4=8.75KN.M 则 MB5A5= (2.77+8.75)=6.06KN.M MB5C5= (2.77+8.75)=5.43KN.M 第四层：A节点：已知MA4A5=8.70KN.M, MA4A3=14.28KN.M, 则MA4B4=8.7+14.28=22.98KN.M B节点：已知MB4B5=8.24KN.M, MB4B3=1.83KN.M, 则MB4A4= (8.24+13.83)=11.62KN.M MB4C4= (8.24+13.83)=10.45KN.M 第三层：A节点：已知MA3B4=14.27KN.M, MA3A2=19.3KN.M 则MA3B3=33.57KN.M B节点：已知MB3B4=13.8KN.M, MB3B2=18.68KN.M, 则MB3A3= (13.8+18.68)=17.1KN.M MB3C3= (13.8+18.68)=15.39KN.M 第二层：A节点：已知MA2A3=19.3KN.M, MA2A1=23.4KN.M 则MA2B2=42.7KN.M B节点：已知MB2B3=18.68KN.M, MB2B1=22.68KN.M 则MB2A2= (18.68+22.68)=21.73KN.M MB2C2= (18.68+22.68)=19.63KN.M 第一层：A节点：已知MA1A2=23.4KN.M, MA1A0=31.02KN.M 则MA1B1=54042KN.M B节点：已知MB1B2=22.68KN.M,MB1B0=35.6KN.M 则MB1A1= (22.68+35.6)=30.67KN.M MB1C1= (22.68+35.6)=27.61KN.M 5.5 风荷载作用下内力图见图5.2 图5.2风荷载作用下内力图 5.6 重力荷载代表值计算 恒荷载取全部，活荷载取一半及上下半层的建筑结构重量计算，各层重力荷载集中于楼层标高处，建筑物各层重力荷载代表值分别为：六层为5032 KN,五至二层为5810KN,一层为5915KN。简化为作用在一榀框架上的重力荷载代表值，分别为： G6=503KN, G5=G4=G3=G2=581KN, G1=591.5KN, 则 =503+581 4+591.5=3200KN 表5-3 柱的D值计算： 二---六层柱 底层柱 边柱 内柱 边柱 内柱 20896 20187 11708 13694 82166 50804 5.7 水平地震作用计算 5.7.1 结构自振周期，采用假想顶点位移法 ，取 =0.7,框架假想顶点位移计算见表5-4： 表5-4 层号 6 503 503 82166 0．007 0．166 5 581 1084 82166 0．013 0．159 4 581 1665 82166 0．019 0．146 3 581 2241 82166 0．027 0．127 2 581 2827 82166 0．034 0．100 1 592 3356 50404 0．066 0．066 =1.7 0.7 =0.50 5.7.2 地震作用影响系数，8度抗震设防， =0.16, , 取结构阻尼比为 ， 则 5.7.3 水平地震作用及框架侧移验算计算 顶部附加水平地震作用系数为 结构总水平地震作用标准值为： 可得各层水平地震作用标准值为： =2.4KN =5.3KN =7.3KN =9.5KN =11.7KN =16KN 表5-5 水平地震作用下框架层间侧移计算表 相对值 限值 50 50 82166 0.6 0.00034 1/550 （0．00182） 12 62 82166 0.75 0.00021 10 71 82166 0.9 0.00024 7.3 78 82166 1 0.00027 5.3 83.3 82166 1.02 0.00028 2.3 86 82166 1.7 0.00034 层间位移满足侧移要求，不需要调整截面。 5.7.4 水平地震作用下框架内力计算 框架各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算见表5-6 表5-6 层号 柱号 ΣD KN/M /KN M底 KN.M M顶 KN.M 六 A、D 0.23 1.33 50 12. 0.375 18.7 27 B、C 0.27 13 0.425 19.3 25 五 A、D 0.23 1.33 62 15 0.43 23.1 33.4 B、C 0.27 16 0.45 26.5 28.2 四 A、D 0.23 1.33 71 17 0.45 32.6 32.6 B、C 0.27 18 0.48 31.5 31.5 三 A、D 0.23 1.33 78 19 0.48 36 36 B、C 0.27 20 0.50 35 34.7 二 A、D 0.23 1.33 83 20 0.50 38.3 38.3 B、C 0.27 21 0.50 37.1 37.1 一 A、D 0.23 0.664 86 19 0.555 52.2 42 B、C 0.27 23.3 0.565 65.2 50 梁端弯矩的计算（节点平衡理论）： 第六层 A节点：已知 =27KN.M, 则 =27KN.M B节点：已知 =25KN.M ,则 第五层 A节点 已知 则 B节点 已知 则 EMBED Equation.DSMT4 第四层 A节点 已知 则 B节点 已知 则 第三层 A节点 已知 则 B节点 已知 ， 则 第二层 A节点 已知 则 B节点 已知 则 第一层 A节点 已知 则 B节点 已知 则 水平地震弯矩图见图5.3： 图5.3水平地震作用下框架内力图 5.7.5 重力荷载代表值作用下结构内力计算 重力荷载代表值在框架上的分布与恒荷载在框架上的分布相同，据重力荷载的计算式：对于楼面为 ，与恒荷载 的比例系数为 ；对于屋面，由于只考虑雪荷载而不考虑活荷载，故其比例系数较小，为简化计算，可直接利用恒荷载作用下的计算结果乘以 ，即为重力荷载代表值产生的内力: 为屋面： KN/M2 =12 KN/M2 所以： = 对于屋面、由于只考虑雪荷载而不考虑活荷载，故其比例系数较小，为简化计算可直接利用恒荷载作用下的计算结果乘以系数1.226，即为重力荷载代表值产生的内力。 则：对底层框架梁，重力荷载代表值产生的内力设计值为： MA=1.226 43=52.7 MB左=1.226 51=62.5 MB右=1.226 15=18.4 AB跨中M1=1.226 45=55.2 BC跨中M2=1.226 12=14.7 VA=1.226 6.02=17.4 VB左=1.226 63=77.2 VB右=1.226 17.8=21.8 对于底层框架柱产生的内力设计值： 边柱：MA上=1.226 14=17.2 MA下=1.226 7.2=8.8 VA=1.226 4.3=5.3 内柱：MB上=1.226 12=14.7 MB下=1.226 6.1=7.5 VB=1.226 3.7=4.5 6 内力组合计算： 6.1 框架梁内力组合 将内力计算图中梁的弯矩、剪力标准值填入内力组合表，对于活荷载作用下跨中弯矩须乘以内里调整系数1.2，再进行内力组合。因标准层荷载、截面均相同，故只取首层、标准层，顶层的边跨梁和中间跨梁组合计算见表6-1 表6-1 梁 截面 内力 恒 载 eq \o\ac(○,1) 活 载 eq \o\ac(○,2) 风 载 eq \o\ac(○,3) 重力荷载 eq \o\ac(○,4) 水平地震 eq \o\ac(○,5) 1.2 eq \o\ac(○,1) +1.4 eq \o\ac(○,2) 1.2 eq \o\ac(○,1)+1.4 eq \o\ac(○,3) 1.2 eq \o\ac(○,1)+0.9 *1.4 ( eq \o\ac(○,2)+ eq \o\ac(○,3)) 1.35 eq \o\ac(○,1) +0.7 *1.4 eq \o\ac(○,2) 1.2 eq \o\ac(○,4)+1.3 eq \o\ac(○,5) A 6 B 6 A 6 B 6 M KN.M -39. -4.3 3.9 -48.6 -27 -54 -53 -57.9 -57.7 -93.4 V KN 68.3 5.1 1. 83.7 6.7 89.1 83.4 89.6 97.2 109.2 跨中 M KN.M 58.7 3.2 1 72 6.9 74.9 71.8 77.7 82.4 95.4 B 6 A 6 M KN.M -55.3 -4.7 1.9 -67.8 -13.2 -73 -69 -74.7 -79.3 -98.5 V KN 73.3 5.2 1. 89.8 6.7 95 89.4 75.8 104 116.6 B 6 C 6 B 6 C 6 M KN.M -23.1 -1 1.7 -28.3 -11.8 -29.1 -30 -31.1 -32.2 -49.3 V KN 5 0 1.2 6.13 8.4 6 7.7 7.5 6.75 18.3 跨中 M KN.M 20 -1 0 24.5 0 22.6 24 22.7 26 29.4 C 6 B 6 M KN.M -23.1 -1 1.7 -28.3 -11.8 -29.1 -30 -31.1 -32.2 -49.3 V KN 5 0 1.2 6.13 8.4 6 7.7 7.5 6.75 18.3 A3 B 3 A3 B3 M KN.M -48.4 -16.4 33.6 -59 -68.6 -81.3 -105.1 -121.1 -81.4 -160.3 V KN 60.7 20.4 8.5 74.4 17.2 101.4 84.7 109.3 101.9 112 跨中 M KN.M 42 14 8.2 51.1 16.9 70 62 79.4 70.4 83.8 B3 A3 M KN.M -53.4 -17.7 17.1 -65.5 -34.8 -88.9 -88 -107.9 -89.4 -124 V KN 62.3 20.8 8.6 76.4 17.2 103.9 86.7 111.7 104.5 114 B 3 C 3 B3 C3 M KN.M -12 -3.5 15.5 -14.7 -31.4 -19.3 -36 -38.2 -19.6 -58.5 V KN 5 0 11 6.1 22.4 6 21.4 19.9 6.75 36.5 跨中 M KN.M 9 -3.5 0 11 0 5.9 10.8 6.4 11.17 13.2 C3 B3 M KN.M -12 -3.5 15.5 -14.7 -31.4 -19.3 -36 -38.2 -19.6 -58.5 V KN 5 0 11 6.1 22.4 6 21.4 19.9 6.75 36.5 A1 B 1 A1 B1 M KN.M -43.1 -14.5 54.4 -52.8 -80.2 -72 -127.9 -139.8 -72.4 -167.6 V KN 60.2 5.1 14.2 73.8 21 79.4 92.1 96.6 86.3 115.9 跨中 M KN.M 45 15.2 11.8 55.2 17.1 75.3 70.5 87 75.6 88.5 B1 A1 M KN.M -51 -16.9 30.7 -62.5 -46 -84.9 -104.2 -121.2 -85.4 -134.8 V KN 63 21 14.2 77 21 105 95.5 120 105 119.7 B 1 C 1 B1 C1 M KN.M -15 -4.6 27.6 -18.4 -41.3 -24.4 -56.6 -58.6 -24.8 -75.8 V KN 5 0 19.7 6.1 29.5 6 33.6 30.8 6.75 45.7 跨中 M KN.M 12 -4.6 0 14.7 0 8 14.4 8.6 11.7 17.6 C1 B1 M KN.M -15 -4.6 27.6 -18.4 -41.3 -24.4 -56.6 -58.6 -24.8 -75.8 V KN 5 0 19.7 6.1 29.5 6 33.6 30.8 6.75 45.7 6.2 框架柱内力组合 框架柱在恒荷载、活荷载作用下的轴力应包括纵向框架梁、横向框架梁传来的剪力和框架柱自重。 6.2.1 框架边柱（A、D）在恒载作用下的轴力 1）恒载作用下梁端剪力见内力图3.4 2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布（梯形或三角形）计算 第六层： 柱上端： 女儿墙重 1.5M 0.24M 19KN/M3 3.9M=26.7KN 屋面三角形部分荷载 4 0.5 （3.6/2）2M2 5.8KN/M2=37.6KN 屋面梯形部分荷载 {6/2 3.6-1/2 1.82 2} 5.8KN/M3=43.8KN 纵向框架梁重 0.25M 0.4M 25KN/M3 3.9M=9.8KN 总和： 26.7+37.6+43.8+9.8=117.9KN 柱下端 柱自重 0.45M 0.45M 25KN/M3 3.6M=18.3KN 总和： 117.9+18.3=136.2KN 第五层： 柱上端： 楼面三角形部分荷载 4 1/2 1.82 3.86KN/M2=25KN 楼面梯形部分荷载 {6/2 3.6-1/2 1.82 2} 3.86KN/M3=29.2KN 纵向框架梁重 0.25M 0.4M 25KN/M3 3.9M=9.8KN 外墙及窗重 （3.9M 3.6M 2.1M 2.4M） 3.9KN/M2 +2.1M 2.4M 0.5KN/M2=37.62KN 总和： 136.2+25.1+29.7+9.8+37.62=237.8KN 柱下端： 柱自重 0.45M 0.45M 25KN/M3 3.6M=18.225KN 总和： 237.8+18.225=256KN 第四层： 柱上端： 256+25.01+29.2+9.8+37.62=357.6KN 柱下端： 357.6+18.225=357.6KN 第三层： 柱上端： 375.8+25.01+29.2+9.8+37.62=477.5KN 柱下端： 477.5+18.225=495KN 第二层： 柱上端： 495+25.01+29.2+9.8+37.62=596.6KN 柱下端： 596.6+18.225=614.9KN 第一层： 柱上端： 614.9+25.01+29.2+9.8+37.62=716.5KN 柱下端： 716.5+0.45 04.5 25 4.95=741.5KN 6.2.2 框架中柱（B、C）在恒载作用下的轴力 1）恒载作用下梁端剪力见内力图3.4 2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布（梯形或三角形） 第六层： 柱上端： 屋面三角形部分荷载 4 0.5 （3.6/2）2M2 5.8KN/M2=37.6KN 屋面梯形部分荷载 {6/2 3.6-1/2 1.82 2} 5.8KN/M3=43.8KN 屋面走廊矩形部分荷载 2.8M 1/2 3.9M 5.8KN/M2=31.7KN 纵向框架梁重 0.25M 0.4M 25KN/M3 3.9M=9.8KN 总和： 37.6+43.8+31.7+9.8=122.18KN 柱下端： 柱自重 0.45M 0.45M 25KN/M3 3.6M=18.3KN 总和 122.18+18.3=140.48KN 第五层： 柱上端： 楼面三角形部分荷载 4 1/2 1.82 3.86KN/M2=25.01KN 楼面梯形部分荷载 {6/2 3.6-1/2 1.82 2} 3.86KN/M3=29.2KN 楼面走廊矩形部分荷载 2.8M 1//2 3.9M 3.86KN/M2=21.1KN 纵向框架梁重 0.25M 0.4M 25KN/M3 3.9M=9.8KN 内墙及门重 （3.9M 3.6M-1M 2.4M） 3.5KN/M2+1M 2.4M 0.2KN/M2 =41.22KN 总和： 140.48+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=266.8KN 柱下端： 柱自重 0.45M 0.45M 25KN/M3 3.6M=18.225KN 总和： 266.8+18.225=285KN 第四层 柱上端： 285+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=411.1KN 柱下端： 411.1+18.225=429.6KN 第三层： 柱上端： 429.6+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=556KN 柱下端： 556+18.225=574KN 第二层： 柱上端： 574+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=700.5KN 柱下端： 700.5+18.225=718.8KN 第一层： 柱上端： 718.8+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=845.2KN 柱下端： 1212.6+0.45 0.45 25 4.95=870.2KN 6.2.3 框架边柱（A、D）在活载作用下的轴力 1）活载作用下梁端剪力见内力图4.3 2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布计算（梯形或三角形） 据上下柱端轴力相同可做如下计算： 第六层： 屋面三角形部分荷载 4 1/2 1.82M2 0.5KN/M2=3.24KN 屋面梯形部分荷载 (6/2M 3.6M-1/2 1.82M2 2) 0.5KN/M2=3.78KN 总和： 3.24+3.78=7.02KN 第五层： 楼面三角形部分荷载 4M 1/2 1..82M2 2.0KN/M2=12.96KN 楼面梯形部分荷载 (6/2M 3.6M-1/2 1.82M2 2) 2.0KN/M2=15.12KN 总和： 7.02+12.96+15.12=35.1KN 第四层： 35.1+12.96+15.12=63.2KN 第三层： 63.2+12.96+15.12=91.3KN 第二层： 91.3+12.96+15.12=119.4KN 第一层： 119.4+12.96+15.12=147.4KN 6.2.4 框架中跨（B、C）在活载作用下的轴力 1）活载作用下梁端剪力见内力图4.3 2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布计算（梯形或三角形） 据上下柱端轴力相同可做如下计算： 第六层： 屋面三角形部分荷载 4 1/2 1.82M2 0.5KN/M2=3.24KN 屋面梯形部分荷载 (6/2M 3.6M-1/2 1.82M2 2) 0.5KN/M2=3.78KN 屋面走廊矩形部分荷载： 2.8M 1//2 3.9M 0.5KN/M2=2.73KN 总和： 3.24+3.78+2.73=9.75KN 第五层： 楼面三角形部分荷载 4 1/2 1.82M2 2.0KN/M2=12.96KN 楼面梯形部分荷载 (6/2M 3.6M-1/2 1.82M2 2) 2.0KN/M2=15.12KN 楼面走廊矩形部分荷载： 2.8M 1//2 3.9M 2.0KN/M2=10.92KN 总和： 9.75+12.96+15.12+10.92=48.8KN 第四层： 48.8+12.96+15.12+10.92=87.8KN 第三层： 87.8+12.96+15.12+10.92=126.8KN 第二层： 126.8+12.96+15.12+10.92=165.8KN 第一层：165.8+12.96+15.12+10.92=204.8KN 水平地震梁端剪力与柱轴力标准值见表6-2： 表6-2 层数 VAB VBC NA NB 6 6.7 8.4 6.7 1.7 5 12.9 16.01 19.6 4.81 4 14.4 19.6 34 10.01. 3 17.2 22.4 51.2 15.21 2 18.7 24.3 69.9 20.81 1 21 29.5 91 29.31 重力荷载代表值作用下的轴力 底层：NA=742+（68+61 5） （1.226-1）=826.3KN NB=870+5 6 (1.226-1)=876.8KN 二层：NA=615+（68+61 4） （1.226-1）=685.5KN NB=719+5 5 (1.226-1)=724.7KN 三层：NA=495+（68+61 3） （1.226-1）=551.7KN NB=574+5 4 (1.226-1)=578.5KN 四层：NA=376+(68+61 2) (1.226-1)=418.9KN NB=430+5 3 (1.226-1)=433.4KN 五层：NA=256+(68+61) (1.226-1)=285.2KN NB=285+5 2 (1.226-1)=287.3 KN 六层：NA=136+68 (1.226-1)=151.4KN NB=140+5 (1.226-1)=141.1KN 框架柱内力组合见下表6-3，同框架梁一样，只取边柱、中柱的首层、标准层及顶层。 表6-3 框架边柱内力组合值 柱 截面 内力 恒 载 eq \o\ac(○,1) 活 载 eq \o\ac(○,2) 风 载 eq \o\ac(○,3) 重力荷载 eq \o\ac(○,4) 水平地震 eq \o\ac(○,5) 1.2 eq \o\ac(○,1) +1.4 eq \o\ac(○,2) 1.2 eq \o\ac(○,1)+1.4 eq \o\ac(○,3) 1.2 eq \o\ac(○,1)+0.9 *1.4 ( eq \o\ac(○,2)+ eq \o\ac(○,3)) 1.35 eq \o\ac(○,1) +0.7 *1.4 eq \o\ac(○,2) 1.2 eq \o\ac(○,4)+1.3 eq \o\ac(○,5) A 6 A 5 上 M KN.M -39. -4.3 3.9 -48.6 -27 -54 -53 -57.9 -57.7 -93.4 N KN 186.2 12.1 1. 118 6.7 240.4 224.8 240 263.3 150.3 下 M KN.M -28 -7.8 2.7 -34.3 -18.7 -44.5 -71.4 -46.8 -45.4 -65.5 N KN 204.5 12.1 1. 151.4 6.7 262.3 246.8 262 288 190.4 A3A2 上 M KN.M -24 -8.2 19.3 -29.4 -36 -40.3 -30.6 -63.5 -40.4 -82.1 N KN 538.2 111.7 18.5 418.9 51.2 802.2 657.7 797.3 836 569.4 下 M KN.M -24 -8.1 19.3 -29.4 -36 -40.1. -30.6 -63.3 -40.3 -82.1 N KN 555.7 111.7 8.5 551.7 51.2 823.2 678.7 818.3 860 728.6 A1 A 0 上 M KN.M -14 -4.8 31.02 -17.2 -41.9 -23.5 -60.2 -61.9 -23.6 -75.1 N KN 776.7 167.6 14.2 685.5 191 1166.7 951.9 1161.1 1212.8 940.9 下 M KN.M -7.2 -2.4 38.68 -8.8 -52.2 -12 -62.8 -60.3 -12.1 -78.4 N KN 801.7 167.6 14.2 826.3 91 1196.7 822.8 1191.1 1246.5 1109.8 B 6 B 5 上 M KN.M -37 -3.5 3.6 -39.2 -25 -43.6 -43.4 -49.5 -46.8 -79.5 N KN 127 9.75 1.2 122 1.7 166 154.1 166.2 181.0 157.3 下 M KN.M -23 -5.9 2.8 -28.2 -19.3 -35.9 -31.5 -38.6 -36.8 -58.9 N KN 145 9.75 1.2 141.1 1.7 187.7 175.7 187.8 205.3 180.2 B3B2 上 M KN.M -21 -7.1 18.7 -25.7 -34.7 -35.2 -51.4 -57.7 -35.3 -75.95 N KN 570 126.8 11 433 15.2 861.5 699.4 857.6 893.8 548.7 下 M KN.M -21 -7.0 18.7 -25.7 -34.7 -35 -51.4 -57.6 -35.2 -75.95 N KN 579 126.8 11 578.5 15.2 872.6 710.2 868.4 905.9 723.3 B 1B0 上 M KN.M -12 -4.2 35.6 -14.7 -50.2 -20.3 -61.8 -64.5 -20.3 -82.9 N KN 850 204.8 19.7 724.7 29.31 1306.7 1047.6 1302.9 1348.2 907.9 下 M KN.M -6.1 -201 46.2 -7.5 -65.2 -103 -72 -68.2 -10.3 -93.8 N KN 875 204.8 19.7 876.8 29.31 1336.7 1077.58 1332.9 1381.9 1090.5 7 截面设计 7.1 框架梁的配筋计算 混凝土C20，fC=9.6N/mm2,ft=1.1N/mm2, α1=1.0 钢筋 HRB335,fy=300N/mm2, ζb=0.55 7.1.1 梁段A1B1配筋计算 截面为250mm 600mm 跨中正截面计算： Mmax=88.5 ,框架梁跨中截面为T形，T形截面翼缘宽度 取值如下： 按梁跨度考虑， =l/3=6000/3mm=2000mm 按梁肋净距考虑， 250+3650=3900mm 按翼缘厚度考虑， =600-40=560mm 100/560=0.18>0.1,不考虑此项，故取前两项较小值， =2000mm。 判别T形截面类别 1.0 9.6 2000 100 (560-100/2) =979.2 > Mmax=88.5 因此，该截面属于第一类T形截面。 计算钢筋面积AS =0.014 查表得， =0.014< =0.550, 验算适用条件 满足不少筋条件选用 ，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算： Mmax=-167.6 (受拉钢筋配置在上侧，则框架支座截面形状按矩形计算) 查表得 验算适用条件： 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为1256mm2 支座斜截面计算： Vmax=-120KN 复合截面尺寸： 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以需要按计算配置箍筋： =0.058 选 双肢箍，n=2， =50.3 , 按构造配筋，取S=200mm, 配筋率 则箍筋选用双肢 7.1.2 梁段A3B3配筋计算 截面为250mm 600mm 跨中正截面计算： Mmax=88.5 计算钢筋面积AS： =0.014 查表得， =0.014< =0.550, 验算适用条件: 满足不少筋条件选用 ，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算： Mmax=--160.3 查表得 验算适用条件： 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为1256mm2 支座斜截面计算： Vmax=-36.5KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢 7.1.3 梁段A6B6配筋计算 截面为250mm 600mm 跨中正截面计算： Mmax=95.4 计算钢筋面积AS： =0.016 查表得， =0.016< =0.550, 验算适用条件: 满足不少筋条件选用 ，实际钢筋面积为628mm2 支座正截面计算： Mmax=-93.4 查表得 验算适用条件： 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为628mm2 支座斜截面计算： Vmax=-116.6KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以需要按计算配置箍筋： =0.042 选 双肢箍，n=2， =50.3 , 按构造配筋，取S=200mm, 配筋率： 则箍筋选用双肢 7.1.4 梁段B1C1配筋计算 截面为250mm 450mm 跨中正截面计算： Mmax=17.6 ,框架梁跨中截面为T形，T形截面翼缘宽度 取值如下： 按梁跨度考虑， =l/3=2800/3mm=930mm 按翼缘厚度考虑， =450-40=410mm 100/410=0.24>0.1 判别T形截面类别 1.0 9.6 930 100 (410-100/2) =321.4 > Mmax=17.16 因此，该截面属于第一类T形截面。 计算钢筋面积AS： =0.012 查表得， =0.012< =0.550, 由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。选用 ，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算： Mmax=-75.8 查表得 =0.21< =0.550 验算适用条件： = 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为760mm2 支座斜截面计算 Vmax=-45.7KN 复合截面尺寸： 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢 7.1.5 梁段B3C3配筋计算 截面为250mm 450mm 跨中正截面计算： Mmax=13.2 , 计算钢筋面积AS： =0.009 查表得， =0.04< =0.550, 由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。选用 ，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算： Mmax=-58.5 查表得 =0.16< =0.550 验算适用条件： = 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为628mm2 支座斜截面计算： Vmax=36.5KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢 7.1.6 梁段B6C6配筋计算 截面为250mm 450mm 跨中正截面计算 Mmax=29.4 , 计算钢筋面积AS： =0.019 查表得， =0.019< =0.550, 验算适用条件: 满足不少筋条件选用 ，实际钢筋面积为402mm2 支座正截面计算： Mmax=-49.3 查表得 =0.13< =0.550 验算适用条件： = 满足不少筋条件，选用实际配筋为 ，实际钢筋面积为509mm2 支座斜截面计算： Vmax=18.3KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋： 所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢 7.2 框架柱的配筋计算 混凝土采用C25，fC=11.9N/mm2,ft=1.27N/mm2, α1=1.0 纵向钢筋采用HRB335级，fy=300N/mm2, ζb=0.55 箍筋采用HPB235级，fyv=210N/mm2 7.2.1 A1A0柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=78.4 ,Nmax=1109.8KN 求偏心距增大系数 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于小偏心受压。 计算钢筋面积： 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=723KN 故按构造配筋选用双肢 7.2.2 A3A2柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=82.1 ,Nmax=728.6KN 求偏心距增大系数 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=723KN 故按构造配筋选用双肢 7.2.3 A6A5柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=71.4 ,Nmax=246.8KN 求偏心距增大系数 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=723KN 故按构造配筋选用双肢 7.2.4 B1B0柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=93.8 ,Nmax=1090KN 求偏心距增大系数 ： 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=723KN 故按构造配筋选用双肢 7.2.5 B3B2柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=76 ,Nmax=723KN 求偏心距增大系数 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： 此时 〈0表明柱的截面尺寸较大。应按照受压钢筋的最小配筋率配置钢筋。取 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=723KN 故按构造配筋选用双肢 7.2.6 B6B5柱配筋计算 截面尺寸：450mm 450mm 纵向受力钢筋计算： Mmax=59 ,Nmax=180KN 求偏心距增大系数 或 。取二者最大值 ， 则 取 判别大、小偏心受压 故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： =344mm 按构造要求配筋，每侧选用 （804 ） 箍筋计算： 柱端剪力计算： ，取 则取N=180KN 故按构造配筋选用双肢 表7-1 框架梁截面危险内力选取及截面配筋表 梁段 截面 尺寸 MM2 截面 位置 M KN.M 钢筋 面积 MM2 选筋 V KN 钢筋 面积 MM2 选筋 A6B6 250 600 跨中 95.4 628 ---- 构造 支座 -93.4 628 -116.6 B6C6 250 450 跨中 29.4 402 ---- 构造 支座 -49.3 509 18.3 A3B3 250 600 跨中 83.8 509 ---- 构造 支座 -160.3 1256 36.5 B3C3 250 450 跨中 13.2 509 ---- 构造 支座 -58.5 628 36 A1B1 250 600 跨中 88.5 509 ---- 构造 支座 -167.6 1256 -120 B1C1 250 450 跨中 17.6 509 ---- 构造 支座 -75.8 760 45.7 表7-2 框架柱截面危险内力选取及截面配筋表 柱子 截面 尺寸 MM2 截面 位置 M KN.M N KN 钢筋 面积 MM2 选筋 A6A5 450 450 上 93.3 150.3 构造 下 71.4 246.8 A3A2 450 450 上 82.1 569.4 构造 下 82.1 728.6 A1A0 450 450 上 75.1 940.9 构造 下 78.4 1109.8 B6B5 450 450 上 -79.5 157.3 构造 下 -59 180 B3B2 450 450 上 -76 548.7 构造 下 -76 723 B1B0 450 450 上 -82.9 907.9 构造 下 -93.8 1090 7.3 框架梁、柱配筋图见图7.1、图7.2. 图7.1 图7.2 8 基础设计 本基础采用柱下独立基础，混凝土C25，钢筋HPB235，据冻土深度与高层建筑对基础埋深的要求，假定基础高度为1m。 8.1 对A柱基础配筋计算： Mmax=78.4KN.M, Vmax=31KN, Nmax=1109.8KN, fa=240KPa 8.1.1确定基础底面积 8.1.1.1先按轴心受压 （ ） 8.1.1.2 初步确定基础底面尺寸 考虑偏心受压，将基础底面增大20%， 取矩形基础长短边之比 （1.0～2.0） 则 m 取 8.1.1.3验算基础底面尺寸取值是否合适 故基础底面尺寸取 ,符合设计要求。 8.1.2 基础高度计算 当 ； ，则按线性插值法计算得 。 故基础高度满足要求。 8.1.3 基础底板配筋计算 长方向弯矩计算： 短方向弯矩计算： 长边方向的受力钢筋截面面积 计算： 配筋为 ， 短边方向的受力钢筋截面面积 计算： 配筋为 8.2 对B柱基础配筋计算： Mmax=93.8KN.M, Vmax=35.7KN, Nmax=1090KN, fa=240KPa 8.2.1 确定基础底面积 8.2.1.1 先按轴心受压 （ ） 8.2.1.2初步确定基础底面尺寸 考虑偏心受压，将基础底面增大20%， 取矩形基础长短边之比 （1.0～2.0） 则 m 取 8.2.1.3验算基础底面尺寸取值是否合适 故基础底面尺寸取 ,符合设计要求。 8.2.2 基础高度计算 当 ； ，则按线性插值法计算得 。 故基础高度满足要求。 8.2.3 基础底板配筋计算 长方向弯矩计算： 短方向弯矩计算： 长边方向的受力钢筋截面面积 计算： 配筋为 ， 短边方向的受力钢筋截面面积 计算： 配筋为 基础详图见图8.1、图8.2. 图8.1 图8.2 基础施工图 9 双向板的设计 9.1 设计资料 9.1.1平面图 ：屋盖平面图图9.1所示，按双向板弹性算法计算。 9.1.2屋面做法：20mm水泥沙浆找平，20mm厚水泥沙浆面层，200mm加气混凝土保温层，15mm混凝土沙浆平顶抹灰，板厚100mm。 9.1.3 活载：2.0KN/m2 9.1.4 材料：混凝土C25，钢筋HPB235。 对图各区格进行编号，共分A、B、C、D4类，现按弹性理论设计该双向板楼盖。 图9.1 9.2 荷载设计值 9.2.1 活载 取活载分项系数为1.4，则 q=2.0 1.4=2.8KN/ m2 9.2.2 恒载 面层 20 mm水泥沙浆面层 0.02 20=0.4 KN/ m2 找平层 20 mm水泥沙浆找平层 0.02 20=0.4 KN/ m2 保温层 200mm厚加气混凝土 0.2 9=1.8 KN/ m2 板 100mm厚混凝土板 0.100 25=2.5 KN/ m2 底板抹灰 15mm厚石灰浆粉刷 0.015 17=0.225 KN/ m2 g=1.2(0.4+0.4+1.8+2.5+0.255)=6.426 KN/ m2 9.3 内力计算 弯矩计算：跨中最大弯距发生在活载为棋盘式布置时，它可以简化为，当内支座固定时 作用下的跨中弯矩与当内支座铰支时 作用下的跨中弯矩值两者之和。支座最大负弯矩可以近似按活载满布时求得，即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。 所有区格板按其位置与尺寸分A、B、C、D四类计算，考虑泊松比的影响，取 =0.2 A区格板： 查表，并按照 计算。其中 作用下查表1.19d。 作用下查表1.19a,板的支座负弯矩按照g+q作用下查表1.19d计算。B、C、D区格计算与A类似，只是边界条件与计算跨度有所不同。其中 作用下，B、C、D区格板的跨中正弯矩分别查表1.19b、表1.19c和1.19e计算。 =2.87 =1.6 B区格板： =5.48 =2.44 C区格板： =2.51 =1.30 D区格板： =5.44 =2.47 9.4 板的配筋 截面有效高度：选用φ8钢筋作为受力主筋，则 （短跨）方向跨中截面的 （长跨）方向跨中截面的 支座截面处 均为85 。配筋计算见表9-1. 表9-1 板的配筋计算 截面 (mm) M （ ） AS （mm2/m） 配筋 实配 AS 跨中 A区格 85 2.87 170 251 77 1.6 104 251 B区格 85 5.48 323 335 77 2.44 158 251 C区格 85 2.51 148 251 77 1.30 85 251 D区格 85 5.44 320 335 77 2.47 160 251 支座 85 -4.1 241 251 85 -5.21 307 335 85 -4.1 241 251 85 -10.75 634 629 85 -10.75 634 629 85 -5.21 307 335 边支 85 -8.01 472 503 边支 85 -4.1 241 251 边支长 85 -10.75 634 629 边支短 85 -8.01 472 503 10 楼梯设计 该楼梯为现浇整体板式楼梯，楼梯踏步尺寸： ，楼梯采用C25混凝土，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。楼梯上均布荷载标准值为 ，平面图见图10.1 10.1 梯段板设计 10.1.1 梯段板数据 板倾斜角为tanα=150/300=0.5, α=26.60,cosα=0.894。取1m宽板带进行计算。 10.1.2确定板厚 板厚要求，h=ln/25～ln/30=3300/25～3300/30=132～110,板厚取h=120mm。 10.1.3荷载计算 恒荷载： 30mm厚水磨石面层： （0.3+0.15） 0.02 20/0.3=0.68KN/M 踏步重： 1/2 0.3 0.15 25 1/0.3=1.88K N/M 混凝土斜板： 0.12 25 1/0.894=3.36KN/M 板底抹灰： 0.02 17 1/0.894=0.38KN/M 恒荷载标准值： 0.68+1.88+3.36+0.38=6.22KN/M 恒荷载设计值： 1.2 6.22=7.46KN/M 图10.1 活荷载： 活荷载标准值： 2.5KN/M 活荷载设计值： 1.4 2.5=3.5KN/M 荷载总计： 荷载设计值： g+q=10.96KN/M 10.1.4 内力计算 跨中弯矩： M=（g+q）ln2 /10=10.96 3.32/10=11.94 10.1.5 配筋计算 板保护层15mm，有效高度h0=120-20=100mm 则 ， 选配 ， 另外每踏步配一根 分不筋 10.2 平台板设计 10.2.1 确定板厚 板厚取h=70mm,板跨度l0=1.8-0.1-0.06=1.64m,取1m宽板带进行计算。 10.2.2 荷载计算 恒荷载： 20mm厚水泥沙浆面层： 0.65KN/M 平台板自重： 0.07 25=1.75KN/M 板底抹灰： 0.02 17=0.34KN/M 恒荷载标准值： 0.4+1.75+0.34=2.49KN/M 恒荷载设计值： 1.2 2.49=3.99KN/M 活荷载： 活荷载标准值： 2.5KN/M 活荷载设计值： 1.4 2.5=3.5KN/M 荷载总计： 荷载设计值： g+q=2.99+3.5=6.49KN/M 10.2.3 内力计算 跨中计算： M=(g+q) l02/8=6.49 1.642/8=2.192KN/M 10.2.4 配筋计算 板保护层15mm，有效高度h0=70-20=50mm 则 ， 选配 ， 梯段板和平台板的配筋图见下图10.2 图10.2 10.3平台梁设计 10.3.1 确定梁尺 梁宽取b=200mm, 高取h=350mm 梁跨度为l0=3.9m, l0=1.05 (3.9-0.24)=3.84m,取较小者l0=3.84m。 10.3.2 荷载计算 梯段板传来： 10.96 3.3/2=18.084KN/M 平台板传来： 6.49 (0.2+1.48/2)=6.1KN/M 平台梁自重： 1.2 0.2 (0.35-0.07) 25=1.68KN/M 平台梁粉刷重： 1.2 0.02 (0.2+0.35-0.07) 17 2=0.31KN/M 荷载设计值： P=18.084+6.1+1.68+0.31=26.17KN/M 10.3.3 内力计算 弯矩设计值： M=P l02/8=26.17 3.212/8=48.24 剪力设计值： V=P l0/2=26.17 3.21/2=50.24KN 10.3.4 配筋计算 平台梁按倒L形计算： 梁的有效高度： h0=350-35=315mm 则 ， 选配 ， 斜截面受剪承载力计算： ，截面尺寸满足要求。 ，仅需要按构造要求配置箍筋，选配双肢 。 平台梁配筋见下图10.3 图10.3 参考文献： [1] 房屋建筑制图统一标准（GB/T 50001-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2002. [2] 建筑制图标准（GB/T 50104-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2002. [3] 混凝土结构设计规范（GB50010-2002）.北京：中国建筑工业出版社，2002. [4] 建筑结构荷载规范（GB50009-2001）北京：中国建筑工业出版社，2002. [5] 建筑抗震设计规范（GB50011-2001）北京：中国建筑工业出版社，2002. [6] 蒋沧如.理论力学[M].武汉理工大学出版社，2003. [7] 彭少民.混凝土结构（上.下）[M].武汉理工大学出版社，2003. [8] 李必瑜。刘建荣.房屋建筑学[M].武汉理工大学出版社，2003. [9] 丰定国.王社良.抗震结构设计[M].武汉理工大学出版社.2003. [10] 朱彦鹏.混凝土结构设计[M].同济大学出版社，2004. [11] 赵明华.土力学与基础工程[M].同济大学出版社，2004. [12] 陈伯望.混凝土结构设计[M].高等教育出版社2004. PAGE 42 _1242899367.unknown _1242902370.unknown _1242903283.unknown _1242903828.unknown _1242904084.unknown _1242904405.unknown _1242904546.unknown _1242904703.unknown _1242904764.unknown _1242904826.unknown _1243597395.unknown _1243597532.unknown _1242904858.unknown _1242904884.unknown _1242904903.unknown _1242904870.unknown _1242904838.unknown _1242904794.unknown _1242904807.unknown _1242904776.unknown _1242904733.unknown _1242904752.unknown _1242904719.unknown _1242904635.unknown _1242904681.unknown _1242904692.unknown _1242904660.unknown _1242904593.unknown _1242904617.unknown _1242904561.unknown _1242904475.unknown _1242904512.unknown _1242904530.unknown _1242904495.unknown _1242904444.unknown _1242904461.unknown _1242904428.unknown _1242904227.unknown _1242904335.unknown _1242904367.unknown _1242904379.unknown _1242904349.unknown _1242904284.unknown _1242904309.unknown _1242904267.unknown _1242904149.unknown _1242904194.unknown _1242904205.unknown _1242904173.unknown _1242904124.unknown _1242904137.unknown _1242904097.unknown _1242903972.unknown _1242904031.unknown _1242904055.unknown _1242904067.unknown _1242904042.unknown _1242903998.unknown _1242904018.unknown _1242903984.unknown _1242903921.unknown _1242903946.unknown _1242903961.unknown _1242903934.unknown _1242903856.unknown _1242903869.unknown _1242903841.unknown _1242903511.unknown _1242903665.unknown _1242903731.unknown _1242903755.unknown _1242903766.unknown _1242903744.unknown _1242903705.unknown _1242903719.unknown _1242903694.unknown _1242903598.unknown _1242903630.unknown _1242903652.unknown _1242903611.unknown _1242903545.unknown _1242903581.unknown _1242903522.unknown _1242903385.unknown _1242903462.unknown _1242903487.unknown _1242903500.unknown _1242903475.unknown _1242903419.unknown _1242903444.unknown _1242903396.unknown _1242903331.unknown _1242903358.unknown _1242903371.unknown _1242903342.unknown _1242903306.unknown _1242903318.unknown _1242903294.unknown _1242902861.unknown 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