土木工程专业毕业论文--地质局综合办公楼建筑设计说明书

第一章 建筑设计说明书

一、建筑设计概况与主要技术经济指标

1、设计详细说明 （1）、气象条件

①、温度：最热月平均30.3℃，最冷月平均3.7℃；

室外计算温度：夏季极端最高40.1℃，冬季极端最底－9.5℃； ②、相对湿度：最热月平均73%；

③、主导风向：全年为西北风，夏季为东南风，基本风压0.35kn/m2 ④、雨雪条件：年降水量1450mm，日最大降水强度192mm/日；

暴雨降水强度3.31mm/s，100mm2；基本雪压0.35kn/m2；

（2）、工程地质条件

拟建场地各地层由上往下依次为：

①、人工填土，厚度1.3～2.1m，不宜做为持力层； ②、新冲击黏土，厚度0.4～1.2m，不宜做为持力层； ③、冲击粉质黏土，厚度4.5～5.6m，是较好的持力层，承载力标准值270KPa； ④、残积粉质黏土，厚度小于一米，是良好的持力层，承载力标准值300KPa； ⑤、强风化泥质粉砂岩（未钻透），是理想的持力层，承载力标准值350KPa；

地下水位：地表以下2米内无侵蚀性，稳定低水位埋深为2.3m～2.8m之间。

⑥、抗震设防烈度按7度考虑，设计基本本地加速度值为0.15g，场地土属中

硬性，二类场地，建筑物类别为二类。

（3）、施工技术条件

“三通一平”等施工现场准备工作已经做好，各种机具、材料能满足要求。 2、建筑主要技术经济指标 （1）、根据要求及地形状况，本建筑设计为L形综合办公楼，建筑面积为3413.34平方米，

占地面积487.52平方米。首层高3.6m，其余各层高3.6m主体为六层，总高为23.4m。建筑横总长为23.4m，纵向总长为33.6m。 （2）、耐火等级：二级。 二、建筑内容

1、平面功能分析

本建筑设计中间设有走廊，两侧均有采光及兼作通风的窗，轴线宽2.1m，满足工作人员的通行要求及疏散要求；办公楼底层设有两个入口，一个宽2.4m的正门，一个宽2.1m的侧门，均直接通往大厅；主体内各层都设有两楼梯，一电梯，各有单独的入口，具体尺寸及做法详见建筑施工图，这也满足了疏散的入口要求。 2、房间布置

本办公楼设有接待室及会客室，满足休息要求；横向部分的房间呈南北向布置，且在南北两侧均设有用来通风及采光的适当宽度、1.5m高的窗户；纵向部分的房间呈东西向布置，且在东面设有宽度不等的窗户，西面设有半透明的玻璃幕墙，满足通风几采光的要求，且防止了西晒。 3、安全设施 （1）、疏散要求方面：最远端房间的门距离楼梯距离为14.7m；两个楼梯至少可以并列通过三个人，合乎建筑规范要求。 （2）、防火要求方面，在各个楼道内均设有消防栓。

三、构造处理

1、墙面构造处理

①、内外纵横墙为240mm厚，卫生间的标高比室内标高低30mm。

②、防潮处理：墙身水平防潮处理，在标高为－0.060m处铺设3%防水剂的细石混

凝土厚60mm；垂直防潮处理，在所有外墙壁窗台标高以下采用防水砂浆。

2、门窗选用

所有的向内开的门均采用普通的镶板木门，进大厅的正门采用玻璃门，另一个侧门则采用玻璃弹簧自动门；窗户均采用铝合金推拉窗，具体的构造做法详见建筑施工图内的门窗表。 3、楼地面及内外墙做法

根据房间的功能不同，所采用的不同材料装饰。具体做法详见建筑施工图。 4、屋顶构造做法

采用构造找坡做法，柔性防水屋面，详见建筑施工图中的节点构造详图，屋面排水采用女儿墙内排水，天沟采用现浇天沟。 5、楼梯构造做法

防滑采用98ZJ401-29-1，起步采用98ZJ401-28-6，栏杆做法见建筑施工图。

四、其它补充

1、本设计中除标高以m为单位外，其它均以mm为单位。 2、所以未标注的门垛宽均为240mm。

3、室内标高为±0.000，室外标高为-0.450。

4、所有的卫生器具、办公用品及家居均购买成品。 5、设计中的未尽事宜，请参照有关建筑规范施工。

第二章 结构设计说明书

一、设计资料

1、建筑平面图如建筑施工图所示 2、基本风压W0=0.35KN/m2

3、工程地质资料：自然地表下1.2m内为砂砾石（地基承载力标准值fk=240kp），其下层为圆砾石（地基承载力标准值fk=300kp），再下层为粘土层（地基承载力标准值fk=230kp）。

4、该工程所在的长沙市地震基本烈度7度，近震。场地土为Ⅱ类。 二、结构选型

1、结构体系选型：采用钢筋混凝土现浇框架结构体系（纵横向承重框架）体系。对于六层的办公楼，可采用钢筋混凝土框架结构、混合结构、底层框架或内框架砖房结构。该建筑要求布置灵活，同时考虑该建筑处于7度地震区，故选用框架 结构体系。由于结构承受纵横向水平地震作用，故选用纵横向承重框架体系。 2、其它结构选型 （1）、屋面结构：采用现浇混凝土板作承重结构，屋面板按上人屋面的使用荷载选用。 （2）、楼层结构：所有露面均采用现浇混凝土结构。 （3）、楼梯结构：由于楼梯段水平投影长度不大于3米，故采用钢筋混凝土板式楼梯。 （4）、天沟：采用现浇天沟。 （5）、过梁：窗过梁以及门的过梁均采用钢筋混凝土梁，并采用可兼做过梁的框架

梁做窗过梁。 （6）、基础梁：因持力层较深，采用现浇钢筋混凝土基础梁。 （7）、基础：因荷载不很大，地基承载力较大，采用钢筋混凝土柱下基础。

三、结构布置

标准层楼面及屋面结构布置图详见结构施工图。 四、框架结构计算

1、确定框架计算简图

假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与框架柱刚接。由于各层柱的截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面行心轴线之间的距离。底层柱高从基础顶面算至二楼楼面，基础顶面标高根据地质条件、室内外高岔等定为-0.450m，二楼楼面标高为3.600m，故柱高为4.05m，其余各层的柱高从楼面算至上一层楼面（即层高），故均为3.0m。故可绘出计算简图如计算书内所示。

多层框架为超静定结构，在内力计算之前，要预先估算梁、柱的截面尺寸及结构所才的材料强度等级，以求得框架中各杆的线刚度及相对线刚度。 2、梁柱的截面尺寸大致根据下列公式估算： 框架梁：h=L/（10～18） b=h/（2～3） 框架柱：b=H/（15～20） 3、计算线刚度

用公式I=EI/L计算，但在计算梁的刚度时，边梁要乘以1.5，中间梁要乘以2，这是因为考虑到楼板对所起的翼缘约束作用。 4、荷载计算

把板划分为双向板计算。取荷载的标准值均查阅《荷载结构规范》而来。

5、梁主要验算正、斜截面的承载力，柱主要验算轴压比几两者均需验算草料强度。在验算时活荷载按满跨布置。 6、内力计算

恒荷载和活荷载的内力计算均采用力矩分配发，活荷载选取三种情况来计算。风荷载和地震荷载均采用反弯点法，因为梁、柱相对线刚度接近于3。其中地震荷载的作用按底部剪力法计算。 7、内力组合

各种框架情况下的内力求的后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。当考虑结构塑性内力重分布的有利影响时，应在内力组合之前对竖向荷载作用下的内力进行调幅。当有地震作用时，应分别考虑恒荷载和活荷载的组合及重力荷载代表值与地震作用的组合，并比较考虑这两种组合的内力，取最不利者。由于构件控制截面的内力值应区支坐边缘处，为此，应先计算各梁的控制截面处的（支坐边缘处的）内力值。为了简化起见，也可采用轴线处的内力值，这样计算得的钢筋用梁比需要的钢筋用梁略多一点。

第三章 基本资料及结构选型

一、 工程名称：中南地质局综合办公楼 二、 建设地点：长沙市区 三、 设计资料：

⑴基本风压W00.35KN/m2

⑵基本雪压S00.35KN/m2

⑶地面粗糙类型：C类

⑷极端最高温度：40.1℃ 极端最低温度：-9.5℃

⑸工程地质条件：场地土质分布均匀。自上而下为：人工填土层，厚度1.3～2.1m,不宜作为持力层；新冲击粘土层，厚度0.4～1.2m,不宜作为持力层；冲击粉质粘土，厚度4.5～5.6m,是较好的持力层，承载力标准值270KPa；残积粉质粘土,厚度＜1m,是良好的持力层和下卧层,承载力标准值300KPa；强风化泥质粉砂岩（未钻透）,是理想的持力层,承载力标准值350KPa；地下水位：地表以下两米内无侵蚀性，稳定地下水位埋深为2.3～2.8m之间

⑹该地区抗震设防烈度为7度 ⑺建筑物类别：二类

四、结构选型

1、结构体系选型：采用钢筋混凝土现浇框架结构体系

2、其他结构选型：

⑴屋面结构：采用现浇钢筋混凝土板做承重结构，屋面按不上人屋面事业荷载选用 ⑵楼面结构：采用全部现浇钢筋混凝土板

⑶楼梯结构：采用全部现浇钢筋混凝土板式楼梯

⑷、天沟：采用现浇内天沟。

⑸、过梁：窗过梁以及带雨蓬的门过梁均采用钢筋混凝土梁，有些框架梁可兼作

窗过梁使用。

⑹、基础梁：因持力层较深，且天然地表下土质较好，采用现浇钢筋混凝土基础

梁。

⑺、基础：因荷载不是很大，地基承载力较大 ，采用钢筋混凝土柱下单独基础。

第四章 结构布置

一、 确定框架计算简图

选一榀框架进行计算，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。由于各层柱

的截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面形心轴线之间的距离。底层柱高从基础顶面算至一层板底，基顶标高根据地质条件、室内外高差定为-0.45m，室外地坪至基础顶面的高度为0.25 m，底层楼层3.6m，故底层柱高为4.3m。其余各层的柱高为各层层高，故均为3.6m。由此可绘出框架的计算简图如下所示：

框架计算单元框架轴线尺寸

二、 初估梁柱截面尺寸

多层框架结构为超静定结构，在内力计算之前，先估算梁柱的截面尺寸及结构所采用强度等级，以求得框架中各杆的线刚度及相对线刚度。 混凝土强度等级：梁柱均采用C30（E=2.95×107KN/m2） ⑴梁的截面尺寸

按跨度大者计算，l=5400mm,h=(1/8-1/12)l=675mm-450mm，取h=600mm

b=(1/2-1/3)l=300mm-200mm,取b=250mm

故框架梁的初选截面尺寸为b×h=250mm×600mm

13bh=1/12×250×6003=4.5×109mm4 其惯性矩：Ib12 ⑵柱的截面尺寸

按层高确定，底层H=3600mm＋450mm＋250mm=4300mm b=(1/15-1/20)H=286mm-215mm,取b=400mm h=(1-2)b=573mm-286mm, 取h=400mm 故框架柱的截面尺寸为b×h=400mm×400mm

1其惯性矩：Icbh3=1/12×400×4003=2.133×109mm4

12 ⑶板的截面尺寸

由于

l2=5400/3600=1.5＜2，故按双向板设计 l1 h=(1/30-1/40)l1=120mm-90mm, 取h=100mm

三、 梁柱线刚度计算

由i＝EI/l,得

梁：iA6B6=1.5Ib×4.5×109/5400×E=12.495×105E iB6C6=2Ib×4.5×109/2100×E=42.8×105E

iC6D6=1.5Ib×4.5×109/5400×E=12.495×105E

柱：iA1A0=2.133×109/4300×E=4.96×105E 取iA1A0为基准值1，则相对线刚度表示如下：

第五章 框架结构荷载计算

一、恒载标准值计算

1、屋面

防水层（刚性）30厚C20细石混凝土防水 1.0KN/m2 防水层（柔性）三毡四油铺小石子 0.4KN/m2 波形石棉瓦 0.2KN/m2 找平层：15厚水泥砂浆 0.015m×20KN/m3=0.3KN/m2

保温层：80厚矿渣水泥 0.08m×14.5KN/m3=1.16KN/m2 结构层：100厚现浇钢筋混凝土板 0.1m×25KN/m3=2.5KN/m2 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m×17KN/m3=0.17KN/m2

合计 5.73KN/m2 2、走廊及标准层楼面

小瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55KN/m2 结构层：100厚现浇钢筋混凝土板 0.1m×25KN/m3=2.5KN/m2 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m×17KN/m3=0.17KN/m2 合计 3.22KN/m2

3、梁自重

⑴主梁 b×h=250mm×600mm

梁自重 25KN/m3×0.25m×（0.6-0.1）m=3.125KN/m

抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m×（0.6-0.1+0.25）m×2×

17KN/m3=0.255KN/m

合计 3.38KN/m

⑵基础梁 b×h=250mm×400mm 梁自重 25KN/m3×0.25m×0.4m=2.5KN/m 4、柱自重 b×h=400mm×400mm

柱自重 25KN/m3×0.4m×0.4m=4KN/m 抹灰重：10厚混合砂浆 0.01m×0.4m×4×17KN/m3=0.27KN/m 合计 4.27KN/m 5、外纵墙自重 ⑴标准层

纵墙 （3.6-1.8-0.6）m×0.24m×18KN/m3=5.184KN/m 铝合金窗 0.35KN/m2×1.8m=0.63KN/m 贴瓷砖外墙面（包括水泥砂浆打底25mm）

0. 5KN/m2×（3.6-1.8）m=0.9KN/m

水泥粉刷内墙面 0.36KN/m2×（3.6-1.8）m=0.8KN/m

合计 7.362KN/m

⑵底层

纵墙 （3.6-1.8-0.6-0.4）m×0.24m×18KN/m3=3.456KN/m 铝合金窗 0.35KN/m2×1.8m=0.63KN/m 贴瓷砖外墙面（包括水泥砂浆打底25mm）

0.5KN/m2×（3.6-1.8）m=0.9KN/m

水泥粉刷内墙面 0.36KN/m2×（3.6-1.8）m=0.8KN/m 合计 5.634KN/m 6、内纵墙自重 ⑴标准层

纵墙 （3.6--0.6-0.9）m×0.24m×18KN/m3=9.072KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36KN/m2×2.1m×2=1.512KN/m 合计 10.584KN/m 7、内隔墙自重 ⑴标准层

内隔墙 （3.6-0.6）m×0.24m×9.8KN/m3=7.056KN/m 水泥粉刷墙面 0.36KN/m2×3m×2=2.16KN/m 合计 10.216KN/m

⑵底层

内隔墙 （3.6-0.6-0.4）m×0.24m×9.8KN/m3=6.115KN/m 水泥粉刷墙面 0.36KN/m2×3m×2=2.16KN/m 合计 8.275KN/m

二、活载标准值计算

1、屋面和楼面活载标准值 不上人屋面： 0.5KN/m2 楼面： 办公室、阅览室 2.0KN/m2 楼梯、走廊 2.5KN/m2

2、雪荷载 skurs0=0.8×0.35KN/m2=0.28KN/m2 屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值。 3、竖向荷载下框架受荷总图 计算简图如下：1

⑴A-B轴间框架梁

板传至梁上的三角形或梯形荷载等效为均布荷载 屋面板传荷载：

恒载：5.73KN/m2×1.8m×（1-2×0.332+0.333）×2=16.91KN/m 活载：0.5KN/m2×1.8m×（1-2×0.332+0.333）×2=1.48KN/m 楼面板传荷载：

恒载：3.22KN/m2×1.8m×（1-2×0.332+0.333）×2=9.51KN/m 活载：2.0KN/m2×1.8m×（1-2×0.332+0.333）×2=5.90KN/m

梁自重：3.38KN/m

A- B轴间框架梁的均布荷载为：

屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载

=3.38KN/m+16.91KN/m=20.29KN/m

活载=板传荷载

=1.48KN/m

楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载

=3.38KN/m+9.51KN/m=12.KN/m

活载=板传荷载

=5.90KN/m

⑵B-C轴间框架梁 屋面板传荷载：

恒载： 5.73KN/m2×1.8m×5/8×2=12.KN/m 活载： 0.5KN/m2×1.8m×5/8×2=1.125KN/m

楼面板传荷载：

恒载： 3.22KN/m2×1.8m×5/8×2=7.245KN/m 活载： 2.5KN/m2×1.8m×5/8×2=5.63KN/m

梁自重：3.38KN/m

B- C轴间框架梁的均布荷载为：

屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载

=3.38KN/m+12.KN/m=16.27KN/m

活载=板传荷载

=1.125KN/m

楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载

=3.38KN/m+7.245KN/m=10.625KN/m

活载=板传荷载

=5.63KN/m

⑶C-D轴间框架梁同A-B轴间框架梁 ⑷A轴柱纵向集中荷载计算

顶层柱

天沟自重 25KN/m2×（0.6+0.2-0.1 ）m×0.1 m+（0.6+0.2）m×（0.5+0.36）

KN/m2=2.44KN/m

顶层柱恒载=天沟自重+梁自重+板传荷载

=2.44KN/m×3.6 m+3.38KN/m×（3.6-0.4）m+16.91KN/m ×

3.6m+5.73KN/m×1.8m×5/8×3.6m

=74.76KN 顶层柱活载=板传活载

=1.55KN/m×3.6m/2+0.5KN/m2×1.8m×3.6m×5/8

=4.82KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

=7.362KN/m×（3.6-0.4）m+3.38KN/m×（3.6-0.4）m+9.97KN/m×3.6m/2+3.22KN/m2×1.8m ×3.6 m×5/8

=65.36KN 标准层柱活载=板传活载

=6.19KN/m×3.6m/2+2.0KN/m2×1.8 m×5/8×3.6m =19.24KN

基础顶面恒载=底层外纵墙自重+基础梁自重

=5.3KN/m×（3.6-0.4）m +2.5KN/m×（3.6-0.4）m =26.03KN ⑸B轴柱纵向集中荷载计算

顶层柱恒载=梁自重+板传荷载

=3.38KN/m×（3.6-0.4）m +16.91KN/m×3.6m +5.73KN/m2×1.8m

×3.6m ×5/8+5.73KN/m2×1.8m×3.6m×0.82+5.73KN/m2×1.8m

×0.9m ×5/8 87.16KN 顶层柱活载=板传活载

= 1.55KN/m×3.6m/2 +0.5KN/m2×1.8m ×3.6m ×

5/8+2.0KN/m2×1.8m×3.6m×0.82+2.0KN/m2×1.8m ×0.9m

×5/8

=18KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载 = 3.38KN/m×（3.6-0.4）m+10.584KN/m×（3.6-0.4）m+9.97KN/m×3.6m/2+3.22KN/m2×1.8m ×3.6 m×5/8+3.22KN/m2×1.8m ×3.6 m×5/8+3.22KN/m2×1.8m ×0.9m×5/8

=96.9KN 标准层柱活载=板传活载

=6.19KN/m×3.6m/2+ 2.0KN/m2×1.8m ×3.6 m×5/8+2.5KN/m2×1.8m ×3.6 m×0.82+2.5KN/m2×1.8m ×0.9m×5/8

=35.7KN

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=10.584KN/m×（3.6-0.4）m +2.5KN/m×（3.6-0.4）m =41.87KN

⑹C轴柱同B轴 ⑺D轴柱同A轴

竖向受荷总图

4、风荷载计算

作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值：

风荷载标准值公式如下：ωK=βzμsμzω0

《荷载规范》规定，高度小于30m或高宽比小于1.5的房屋结构，允许不考虑风荷载

的动力影响，即取β=1.0。

风荷载体型系数μS，查《荷载规范》表7.3.1的30项次得：μS=0.8-0=0.8

风压高度变化系数μz，查《荷载规范》表7.2.1，地面粗糙度类别为C类，并结合以内差法得： 离地面高3.6 7.2 10.8 14.4 18.0 21.6 度 Z（m） μz 0.53 0.74 0.74 0.74 0.8 0.87 设计资料提供：ω0=0.35KN/m2。

¦w1k=1.0×0.8×0.53×0.35KN/m2=0.15KN/m2

w2k=1.0×0.8×0.74×0.35KN/m2=0.21KN/m2 w3k=1.0×0.8×0.74×0.35KN/m2=0.21KN/m2 w4k=1.0×0.8×0.74×0.35KN/m2=0.21KN/m2 w5k=1.0×0.8×0.8×0.35KN/m2=0.22KN/m2 w6k=1.0×0.8×0.87×0.35KN/m2=0.24KN/m2

转化为集中荷载：

6层： Fw6k=0.24×3.6/2×（3.6+1.8）=2.33KN

5层： Fw5k=0.22×3.6/2×（3.6+3.6）=2.85KN 4层： Fw4k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 3层： Fw3k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 2层： Fw2k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 1层： Fw1k=0.15×3.6/2×（3.6+3.6）=1.94KN 5、 风荷载作用下的侧移验算 ⑴横向2-6层D值计算 i cib2i i2icA轴柱 22.53 Dcic12 2h（KN/m） 0.559 7557 B轴柱 C轴柱 D轴柱 2 0.848 11.18 2 0.848 11.18  0.559 22.53  114 114 7557 D7557114114755738042

横向底层D值计算：

iA轴柱 ibic 0.5ic 2i22.53  0.669

12 h2（KN/m） 9044 Dcic

B轴柱 C轴柱 D轴柱 2 0.886 11.18 2 0.886 11.18  0.669 22.53  11977 11977 9144 D90441197711977904442042 ⑵风荷载作用下框架侧移计算 水平荷载作用下框架的层间侧移按下式计算：

ujvjD

ij第一层的层间侧移值求出以后，就可以计算各楼板标高处的侧移值的顶点侧移值，各层楼板标高处的侧移值是该层以下各层层间侧移之和。顶点侧移是所有各层层间侧移之和。

J层侧移 ujuj

j1j顶点侧移 uuj

j1n框架在风荷载作用下侧移计算如下： 层次 wj/KN VJ/KN 6 5 4 3 2 1 2.33 2.85 2.72 2.72 2.72 1.94 2.33 5.18 7.90 10.62 13.34 15.28 Duj/ m 0.0001 0.0001 0.0002 0.0003 0.0004 0.0004 uj/h 1/36000 1/36000 1/18000 1/12000 1/9000 1/9000 （KN/m） 38042 38042 38042 38042 38042 42042 uuj=0.0015m 侧移验算： 层间侧移最大值：1/9000＜1/550 （满足） 6、水平地震作用计算

本建筑建筑高度为23.4m，且高度和刚度沿高度均匀分布，可采用底部剪力法计算地震作用。

⑴作用于屋面梁及各层楼面梁处的重力荷载代表值：

G6=74.76+87.16+87.16+74.76=323.84（KN）

G5=G4G3G2G1=（65.36+19.24）×2+（96.9+35.7）×2

=434.4（KN）

⑵框架自震周期计算：

H2 T10.330.000693 H=23.4m B=12.9m

B 得出 T1=0.491s

⑶多遇水平地震作用标准值及位移的计算

由设防烈度微度，场地土二类。查得max0.08，Tg0.35s 则横向地震影响系数：1(TgT1)0.9max=(0.350.9)0.08=0.059 0.49 T1=0.491＞1.4Tg=0.49 则n0.08T10.070.1092

Fek0.851Gi=0.059×（323.84+434.4×5）×0.85=125.16（KN） Fn6nFek=0.1092×125.16=13.67（KN） 则每层计算如下： 层次 Gi Hi GiHi GH iiFe6kFn6或Feik 6 5 4 3 2 1 层次 6 5 4 3 2 1 323.84 434.4 434.4 434.4 434.4 434.4 21.6 18 14.4 10.8 7.2 3.6 6994.94 7819.20 6255.36 4691.52 3127.68 1563.84 31452.54 42.42 32.14 25.71 19.28 12.86 6.43 Fi 42.42 32.14 25.71 19.28 12.86 6.43 Vi 42.42 74.56 100.27 119.55 132.41 138.84 D 38042 38042 38042 38042 38042 42042 ue 0.0011 0.0020 0.0026 0.0031 0.0035 0.0033 ue/h 1/3273 1/1800 1/1385 1/1161 1/1029 1/1091 ue0.0156

顶点位移：0.0156/23.4=1/666＜1/550 （满足）

第六章 框架内力计算

为简化计算，考虑如下几种单独受荷情况： ⑴恒载作用；

⑵活荷载作用于A-B轴跨间； ⑶活荷载作用于B-C轴跨间；

⑷风荷载作用（从左向右或从右向左）； ⑸横向水平地震作用（从左向右或从右向左）；

对于⑴、⑵、⑶种情况，框架在竖向荷载作用下，采用力矩分配法进行计算，对于第⑷、⑸种情况，框架在水平荷载作用下，采用分层法进行计算。

一、恒载作用下的内力计算

1 、 恒载作用下引起的杆端弯矩计算（转化为设计值） 均布荷载引起的： 屋面梁的固端弯矩：

1g20.295.421.259.16KNm MA6B612g MA59.16KNm 6B6116.272.121.27.18KNm 12 楼面梁固端弯矩：

1g212.5.41.237.58KNm MA5B512g MB6C6g MB37.58KNm 5A5110.6252.121.24.69KNm 12恒载引起的不平衡弯矩：

g MB5C5 MA659.1674.760.0751.252.43KNm MB659.167.1887.160.0751.244.14KNm

MA537.5865.360.0751.231.70KNm MB537.584.6996.90.0751.224.17KNm

上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁 则恒载作用下的M图如下所示：(单位：KNm)

恒载作用下的M图 恒载作用下的剪力图如下所示：（单位：KN）

恒载作用下的V图 恒载作用下的N图：（单位：KN） 其中包括梁传来的荷载及梁自重。

梁自重设计值为： 1.2×0.4×0.4×25×3.6=17.28（KN）

恒载作用下的N图

二、活载作用下的内力计算

活载设计值=活载标准值×1.4

采用分层法，除底层外，其他各层柱的线刚度均乘0.9，且相应的传递系数为1/3。（底层为1/2）

1、顶层：由于屋面活载较小，不考虑活载最不利，将活载满跨布置。

下柱左梁右梁下柱左梁顶层计算结果 2、其他层 为便于内力组合，将活荷载分跨进行布置。 ⑴AB跨布置活荷载时：

上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁右梁上柱下柱

⑵BC跨布置活载时

上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁右梁上柱下柱 三、风荷载作用下的内力计算

⑴先求各柱V值：风荷载设计值=风荷载标准值×1.4。用D值法进行计算。 6层Fw3.26 5层Fw7.25 i6i566 A6A5 B6B5 C6C5 D6D5 A5A4 B5B4 C5C4 D5D4

k 2.53 0.56 0.56 11.18 11.18 2.53 2.53 11.18 11.18 2.53 0.85 0.85 0.85 0.85 0.98 0.56 0.56 0.85 0.56 0.56 0.85 0.65 1.44 2.19 0.85 0.85 2.19 0.56 0.56 1.44 c Dcic 0. 65 0.98 DVFw D 4层Fw11.06 3层Fw14.87 i4i366 A4A3 k 2.53 0.56 0.56 B4B3 C4C3 D4D3 A3A2 B3B2 C3C2 D3D2 11.18 11.18 2.53 2.53 11.18 11.18 2.53 0.85 0.85 3.33 0.85 0.85 3.33 0.56 0.56 0.85 0.56 0.56 0.85 2.20 2.95 4.48 0.85 0.85 4.48 0.56 0.56 2.95 c Dcic 2.20 DVFw D 2层Fw18.68 1层Fw21.40 i2i166 A2A1 k 2.53 0.56 0.56 B2B1 C2C1 D2D1 A1A0 B1B0 C1C0 D1D0 11.18 11.18 2.53 2.53 11.18 11.18 2.53 0.85 0.85 5.63 0.85 0.85 5.63 0.56 0.67 0. 0.56 0.67 0. 3.71 4.60 6.10 0. 0. 6.10 0.67 0.67 4.60 c Dcic 3.71 DVFw D ⑵求反弯点高度

层次 六层（m=6 n=6 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 1.0 1.0 1.0 y3 0 0 0 0 y 0.9 1.44 1.44 0.9 A6A5 B6B5 C6C5 D6D5 0.6 1.19 1.19 0.6 0.25 0.40 0.40 0.25 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 层次 五层（m=6 n=5 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 1.0 1.0 1.0 y3 0 0 0 0 y 1.26 1.62 1.62 1.26 A5A4 B5B4 C5C4 D5D4 0.6 1.19 1.19 0.6 0.35 0.45 0.45 0.35 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 层次 四层（m=6 n=4 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 1.0 1.0 1.0 y3 0 0 0 0 y 1.44 1.62 1.62 1.44 A4A3 B4B3 C4C3 D4D3 0.6 1.19 1.19 0.6 0.40 0.45 0.45 0.40 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 层次 三层（m=6 n=3 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 y3 0 y 1.62 A3A2 0.6 0.45 1.0 0 1.0 0

B3B2 C3C2 D3D2 1.19 1.19 0.6 0.50 0.50 0.45 1.0 1.0 1.0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 1.80 1.80 1.62 层次 二层（m=6 n=2 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 1.0 1.0 1.0 y3 0 0 0 0 y 1.80 1.80 1.80 1.80 A2A1 B2B1 C2C1 D2D1 0.6 1.19 1.19 0.6 0.50 0.50 0.50 0.50 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 层次 一层（m=6 n=1 h=3.6m） 柱号 y0 1 y1 2 y2 k 3 1.0 1.0 1.0 1.0 y3 0 0 0 0 y 2.52 1.98 1.98 2.52 A1A0 B1B0 C1C0 D1D0 0.6 1.19 1.19 0.6 0.70 0.55 0.55 0.70 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 1.0 1.0 1.0 1.0 0 0 0 0 ⑶风荷载作用下框架内力值

柱上端弯矩：M上V（hyi) 柱下端弯矩：M下Vyi

梁端弯矩：先求每个节点柱端弯矩之和，然后按梁的线刚度进行分配。 从左向右吹的情况：

其M图如下所示：（单位：KNm） V图如下所示：（单位：KN） N 图如下所示：（单位：KN）

风荷载作用的M图 风荷载作用V图

风荷载作用N图 从右向左吹风的情况与以上三图相反。 四、地震荷载作用下的内力计算

横向水平地震作用下的框架柱剪力和柱弯矩标准值的计算。 A轴柱： D 层h/m D Vi V yi M下 Dk  ik次 D6 3.6 5 3.6 4 3.6 3 3.6 2 3.6 1 3.6 B轴柱： 层h/m 次 6 5 4 3 2 1 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 42.42 74.56 100.27 119.55 132.41 138.84 38042 38042 38042 38042 38042 42042 7557 7557 7557 7557 7557 9044 D M上 21.76 33.16 41.15 44.99 45.29 32.99 0.19 0.19 0.19 0.19 0.19 0.22 8.06 14.71 19.05 22.72 25.16 30.55 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.9 1.26 1.44 1.62 1.8 2.52 7.25 17.85 27.43 36.81 45.29 76.99 Vi/KN 42.42 74.56 100.27 119.55 132.41 138.84 D 38042 38042 38042 38042 38042 42042 DV ikD0.31 0.31 0.31 0.31 0.31 0.28 13.15 23.11 31.08 37.06 41.05 38.88

k 1.19 1.19 1.19 1.19 1.19 1.19 yi 1.44 1.62 1.62 1.80 1.80 1.98 M下/ M上 18.94 37.44 50.35 66.71 73. 76.98 28.40 45.76 61.54 66.71 73. 62.99 114 114 114 114 114 11977

得出从左向右时横向水平地震作用下的M图（单位：KNm）

N图（单位：KN）

V图（单位：KN）如下所示：

横向水平地震作用V图

横向水平地震作用N图 五、与地震作用相结合的重力荷载代表值作用下的内力计算

屋面梁的线荷载设计值=恒载+0.5雪荷载

qw=（20.29+0.5×0.8×0.35×3.6）×1.2=24.95KN/m 楼面梁的线荷载设计值=恒载+0.5活荷载

ql=（12.+0.5×2.0×3.6）×1.2=19.795KN/m

其中走廊=（12.+0.5×2.5×3.6）×1.2=20.87KN/m

屋面梁固端弯矩：

1g2MA24.955.460.03KNm B6612g MA60.03KNm 6B6124.952.129.17KNm 12 楼面梁固端弯矩：

1g2MA19.795.448.09KNm B5512g MB6C6

ggM MB 48.09KNmB5C55A5119.792.127.27KNm 12恒载引起的不平衡弯矩：

MA660.636.7353.3KNm MB660.639.177.8443.62KNm

MA548.095.8842.21KNm MB548.097.278.7232.1KNm

上柱下柱左梁右梁上柱下柱左梁

得出重力荷载代表值作用下的M图（单位：KNm）

N图（单位：KN）

V图（单位：KN）如下所示：

重力荷载作用下M图

重力荷载作用下V图重力荷载作用下的N图

第七章 框架内力组合

各种荷载情况下的框架内力求得后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。当考虑结构塑性内力重分布的有利影响，应在内力组合之前对竖向荷载作用下的内力进行调幅。当有地震作用时，应分别考虑横荷载和活荷载代表值与地震荷载作用的组合，并比较二种组合内力，取最不利者。由于构件控制截面的内力值应取自支座边缘处，为此，在进行组合之前，应先计算各控制截面（支座边缘处）的内力值。

用于承载力计算框架梁荷载效应基本组合表 AB梁（非抗震） 恒载 活载 1 2 M -25.42 -1.45 6左 V 46.83 3.17 6中 M 27.08 1.71 活载 活载 3 3.17 1.71 4 3.17 1.71 -1.45 -1.45 左风 右风 Mmax相应的V 5 1.7 6 -1.7 组合项目 值 Mmin相应的V 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 -0.43 0.43 0.54 -0.54

1+2+3+4+0.6*5 32.53

V 6右 1左 1中 1右 1+2+0.6*5 M -68.34 V -62.73 M -24.82 V 28.78 M 13.58 V -5.92 -5.92 -5.92 -0.61 0.61 -4.83 -4.83 -4.83 -0.43 0.43 -9.17 6.48 0.22 -0.35 0.38 11.6 -11.6 -3.21 3.21 2.92 -2.92 13.76 0.18 21.81 1+2+3+4+0.6*5 1+0.7*2+0.7*4+6 -0.29 -0. -18 0.18 1.69 0.38 M -41.97 -20.88 -0.76 V -40.82 -5.76 5.76 -3.21 3.21 1+2+3+0.6*5 用于承载力计算框架梁荷载效应基本组合表 BC梁（非抗震） 恒载 活载 活载 活载 1 2 3 4 M -55.79 -5.56 -5.56 -5.56 6左 V 17.08 -0.18 -0.18 -0.18 M -46.82 -5.26 -5.26 -5.26 6中 V M -55.79 -5.56 -5.56 -5.56 6右 V -17.08 -0.18 -0.18 -0.18 M -27.88 -17.25 -1.3 2. 1左 V 11.16 9.59 15.2 -9.59 -22.02 M V 1右 M -27.88 V -11.06 -7.17 1.8 -7.17 左风 右风 Mmax相应的V 5 6 组合项目 值 1.55 -1.55 -1.48 1.48 0 0 Mmin相应的V 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 1+2+3+4 -62.6 -1.55 1.55 -1.48 1.48 14.8 -14.8 -14.1 14.1 0 0 21.81 1+2+3+4+0.6*5 1+0.7*2+0.7*4+6 1中 1+2+0.6*5 1+2+3+0.6*5 2. 9.59 15.2 -1.3 -17.25 -14.8 14.8 -9.59 -14.1 14.1

用于承载力计算框架柱荷载效应基本组合表 A轴柱（非抗震）

6上

恒载 1

活载 2 1.45 3.17 -0.48 3.17 -0.54 1.53 71.88 -4.58 71.88

活载 3 1.45 3.17 3.17

活载 4 1.45 3.17 3.17

左风 5 -1.7 -0.43 0.57 -0.43 0.43 -5.07

右风 6 1.7 0.43 -0.57 0.43 -0.43 5.07

Nmax相应的M 组合项目 1+2+3+4+0.6*6

值 24.06 131.56 -17.14

1+2+3+4+0.6*6

148. 7.58

1+2+3+4+0.6*6 1+2+3+4+0.6*6

15.82 765.17 -26.8 782.45

Nmin相应的M 组合项目 1+5

值

M 18.69 N 121.59 M -15.36

16.99

121.1

-0.48 -0.48 -0.54 -0.54 -0.08 -0.18 4.07 0.03 4.07

3.55 0.2 3.55

-14.79

1+5

6下 N 138.87

V 1上 1下

M

9.46 9.48

138.4

9.

1+5 1+5

4.41

N 678.69 M -15.36 N 695.97

-11. 11. 11.82 -11.82 -11. 11.

667.0

-3.54

684.3

V 2. 恒载 1

-1.7 活载 2 -0.36 6.01 0.12

0.04 活载 3 6.01 0.12

-0.07 活载 4 6.01 0.12

3.21 左风 5 -2.16 -1.05 1.44

-3.21 右风 6 2.16 1.05 -1.44

Nmax相应的M 组合项目 1+2+3+4+0.6*6

-1.02 5.85

Nmin相应的M

用于承载力计算框架柱荷载效应基本组合表 B轴柱（非抗震）

6上

值 -14.94 122.9 10.91

组合项目 1+5

值

M -12.56 N 104.24 M 11.41

-0.36 -0.36

-14.72

103.1

12.85

6下

121.52 6.01 6.01 6.01 N V 16.18 0.13 0.13 0.13 1上

M -11.41 -1.81 0.27 -0.6 N 730.94 143.96 82.91 -55.86 M 11.41 0.7 -0.09 0.2 1下 N 748.22 143.96 82.91 -55.86 V

3.35

0.7

-0.16

0.22

层次 截面 内力

重力荷载

1 左 M -22.76 V 25.62 6

中 M 45.56

V

右 M -51.78 V -55.53 左 M -23.42 V 34.47 1

中 M 31.

V

右

M -39.9 V

-45.59 层次 截面 内力

重力荷载

1 -42.3 6

左 M V 21.21 中

M

-33.79

-1.05 1.05 1+2+3+4+0.6*6 140.18 1+5

120.4

1.48 -1.48

15.68 17.66

-10.28 10.28 35.56

1+2+3+0.6*6

-6.78 979.15 1+4+0.6*5

-18.18

-35.56 653.7

11.9 -11.9 4.88

18.75

-35.56 35.56

1+2+3+0.6*6

996.43 1+4+0.6*5 671.0

14.1

-14.1

-4.57

12.03

横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 AB梁

重力荷载

水平地震 水平地震 Mmax相应的V Mmin相

2 3→ 4← 组合项目

值

组合项目

-18.97

21.76 -21.76 -5.5 5.5 （1+4）*0.7

6.

-6.

-43.15

-7.96 7.96 （1+2）*0.75 39.34

-5.5 5.5

（1+3）*0.7

-19.52

78.28 -78.28 （2+3）*0.75 44.07

-22.16 22.16

（1+4）*0.7

18.24

-18.24

（1+3）*0.75 37.41

-33.25

-41.4 41.4 （2+4）*0.75

6.11

-22.16 22.16

（1+3）*0.7

横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 BC梁

重力荷载

水平地震 水平地震 Mmax相应的V Mmin相

2 3→ 4← 组合项目

值

组合项目

-35.25

20.44 -20.44 -19.47 19.47 （1+4）*0.7

0

0

V 右 左 1

中 右

M V M V M V M

-42.3 -21.21 -26.45 17.95 33.79

-35.25

-20.44 -19.47 106.38 -101.31 0

20.44 19.47 -106.38 101.31 0

-22.04

（2+3）*0.75

63.26

（1+3）*0.7

-26.45

-22.04

-106.38

106.38

（2+4）*0.75

63.26

（1+4）*0.7

（1+3）*0.7

V

层次 截面 内力上 M N 6

M 下

N V 上 M N 1

M 下

N V

层次 截面 内力上 M N 6

M 下

N V 上 M N 1

M 下

N V

-17.95

重力荷载

1 19.77 125.33 -18.5 142.61 -10.63 12.62 730.68 -12.62 747.96 -3.51 重力荷载

1 -15.34 113.36 13. 130. 14.56 -16.94 793.82 13. 811.1 4.04

第八章

-101.31

101.31

横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 地震作用 地震作用 Nmax相应M 2→ 3← 组合项目 值

-28.29 28.29 -7.15 7.15 （1+3）*0.75 36.05 99.36 9.43 -9.43 -7.15 7.15 （1+3）*0.75

-20.95 112.32 10.48 -10.48 （1+3）*0.85

-17.94 -42. 42. -125.5 125.5 （1+3）*0.8 44.41 684.94 100.09 -100.09 -125.5 125.5 （1+3）*0.8

-90.17 698.77 39.72 -39.72 （1+3）*0.85

-36.75

横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应地震作用 地震作用 Nmax相应M 2→ 3← 组合项目 值 -36.92 36.92 -18.16 18.16 （1+3）*0.75 16.19 98. 24.62 -24.62 -18.16 18.16 （1+3）*0.75

-8.05 111.6 17.1 -17.1 （1+2）*0.85

26.91 -96.06 96.06 -407.06 407.06 （1+3）*0.8 63.3 960.7 100.07 -100.07 -407.06 407.06 （1+3）*0.8

-68.94 974.53 50.54

-50.54

（1+2）*0.85

46.39

框架梁柱截面配筋

A轴柱

Nmin相应M

组合项目 值

（1+2）*0.75

-6.

94

-7.

（1+2）*0.75 108

-0.

（1+2）*0.8

-24

484

69

（1+2）*0.8

497

28

B轴柱

Nmin相应M

组合项目 值

（1+2）*0.75

-39

71

28

（1+2）*0.75

84

23

（1+2）*0.8

-90

309

91

（1+2）*0.8

323

43

⒈框架柱的配筋计算

混凝土强度：C30 fc=14.3N/mm2, ft=1.43 N/mm2

ftk=2.01 N/mm2

钢筋的强度：HPB235 fy=210N/mm fyk=235N/mm2

HRB400 fy=360N/mm fyk=400N/mm2

b1fyEscu0.80.518

36012.01050.0033A轴柱： （1）、轴压比验算 底层柱 Nmax=748.22kN

N748.22103N轴压比N0.3271.05 满足要求。 222fcAc14.3N/mm400m则A轴柱的轴压比满足要求。 （2）、截面尺寸复核

取h0=400mm-35mm=365mm Vmax=36.75Kn 因为：hw/b=365mm/400mm=0.913<4

所以 0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×400mm×365mm=521.95kN>36.75kN 满足要求 （3）、正截面受弯承载力的计算

柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋 A轴柱：一层：

Nb =α1fcbh0εb=14.3N/mm2×400mm×365mm×0.518=1081.48kN N②M=90.17 KN·m N=698.77KN 在弯矩中没有由水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度l0=1.0H=3.6m 第一组：M=26.8KN·m N=782.45KN

M26.8e034mm

N782.45eamax20,h/3020mm ei=e0+ea=34mm+20mm=54mm

20.5fcA0.514.3N/mm400mm11.46＞1.0 取1=1.0 N782.45103N2因为 l0/h=3.6/0.4=9<15, 取2=1.0

11l011921.01.01.08 121400ei/h0h140054/3652

h400mmas1.0854mm35mm210.78mm 22Na1fcbh014.3N/mm2400mm365mmNea1fcbh02(10.5)AsAsfy`(h0as`)`782.45103N210.78mm14.3400(365)20.37(10.50.37) 2360N/mm(365mm35mm)0

所以按构造配筋，最小总配筋率min=0.5%

As,min=0.005×400mm×400mm=800mm2 每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2） 第二组：M=90.17 KN·m N=698.77KN

M90.17e0129mm

N698.77eamax20,h/3020mm ei=e0+ea=129mm+20mm=149mm

20.5fcA0.514.3N/mm400mm11.＞1.0 取1=1.0 N698.77103N2因为 l0/h=3.6/0.4=9<15, 取2=1.0

11l011921.01.00.75 121400ei/h0h1400149/365h400mmas0.75149mm35mm276.75mm 22N360N/mm2(365mm35mm)238mm2 ＜As,min=0.005×400mm×400mm=800mm

所以按构造配筋，每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2）

六层：

最不利组合：M=30.39KN·m N=757.93KN

M30.3940mm e0N757.93eamax20,h/3020mm ei=e0+ea=40mm+20mm=60mm

20.5fcA0.514.3N/mm400mm11.51＞1.0 取1=1.0 3N757.9310N2因为 l0/h=3.6/0.4=9<15, 取2=1.0

11l011921.01.01.35 121400ei/h0h140060/365h400mmas1.35149mm35mm246mm 22N＜0

所以按构造配筋，每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2） （4）、垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 一层：Nmax=782.45KN

l0/b=3.6m/0.4m=9 查表得ψ=0.99

22220.9(fcAfy`As`)0.90.99143N/mm(400mm)360N/mm941mm222.28kNNmax782.45kN

满足要求 （5）、斜截面受剪承载力计算 A轴柱：

一层最不利组合：M=90.17KN·m N=698.77KN V=36.75KN 因为剪跨比Hn3.6m4.933， 2h020.365m

所以λ=3.0

因0.3fcA0.314.3N/mm2(400mm)2686.4kN＜N

所以N=686.4KN

ASVs(v1.75ftbh00.07N)1fyvh01.751.43N/mm2400mm365mm0.07112.32103N)3102210N/mm365mm 按

(62.83103N构造配箍，取复式箍4Φ10@250

B轴柱：

一层：Nb=1081.48KN

最不利组合：①M=4.88KN·M N=996.43KN ②M=91.17KN·M N=323.23KN 第一组：M=4.88KN·M N=996.43KN

在弯矩中没有水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度l0=1.0H=3.6m M4.88kNme00.49mm

N996.43kNeamax20mm,500mm/3020mmeie0ea0.49mm20mm20.49mm0.5fcA0.514.3N/mm2(400)211.151.0N996.43kN取1=1.0

因为l0/b=3.6m/0.4m=9 <15所以2=1.0

11l011921.01.01.90 121400ei/h0h140020.49/365eeih500mmas1.9020.49mm35mm209.67mm 222

N996.43103N 0.48b 2a1fcbh014.3N/mm400mm365mm

Nea1fcbh02(10.5)AsAs`fy`(h0as`)996.4310N209.67mm14.3400(365)0.48(10.50.48)02360N/mm(365mm35mm)32

按构造配筋：由于最小总配筋率min0.5%

As,min=0.005×400mm×400mm=800mm

每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2）

第二组：M=91.17KN·M N=323.23KN

M91.17kNm28mm e0N323.23kNeamax20mm,500mm/3020mmeie0ea28mm20mm48mm0.5fcA0.514.3N/mm2(400)213.541.0N323.23kN取1=1.0

因为l0/b=3.6m/0.4m=9 <15所以2=1.0

11l011921.01.01.44 121400ei/h0h140048/365eeih400mmas1.4448mm35mm234.12mm 222

N323.23103N 0.16b 2a1fcbh014.3N/mm400mm365mm

Nea1fcbh02(10.5)AsAs`fy`(h0as`)323.2310N234.12mm14.3400(365)0.16(10.50.16)02360N/mm(365mm35mm)32

按构造配筋：由于最小总配筋率min0.5%

As,min=0.005×400mm×400mm=800mm

每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2）

六层：最不利组合：M=28.88KN·M N=84.36KN

M28.88kNm342mm e0N84.36kN

eamax20mm,500mm/3020mmeie0ea342mm20mm362mm0.5fcA0.514.3N/mm2(400)2113.561.0N84.36kN取1=1.0

因为l0/b=3.6m/0.4m=9 <15所以2=1.0

11l011921.01.01.06 121400ei/h0h1400362/365eeih400mmas1.06362mm35mm548.72mm 222

N84.36103N 0.04b 2a1fcbh014.3N/mm400mm365mm

Nea1fcbh02(10.5)AsAs`fy`(h0as`)84.3610N548.72mm14.3400(365)0.04(10.50.04)02360N/mm(365mm35mm)32

按构造配筋：由于最小总配筋率min0.5%

As,min=0.005×400mm×400mm=800mm

每侧实配3Φ20（As=As`=941mm2）

（4）、垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 一层：Nmax=996.43KN

l0/b=3.6m/0.4m=9 查表得ψ=0.99

22220.9(fcAfy`As`)0.90.99143N/mm(400mm)360N/mm941mm222.28kNNmax996.43kN

满足要求 （5）、斜截面受剪承载力计算 A轴柱：

一层最不利组合：M=91.17KN·m N=323.23KN V=43.66KN 因为剪跨比Hn3.6m4.933， 2h020.365m所以λ=3.0

因为0.3fcA0.314.3N/mm2(400mm)2686.4kNN

所以N=323.23KN

ASVs(v1.75ftbh00.07N)1fyvh01.751.43N/mm2400mm365mm0.07323.23103N)3102210N/mm365mm 按

(62.83103N构造配箍，取复式箍4Φ10@250

六层最不利组合：M=28.8KN·m N=84.36KN V=23.75KN 因为剪跨比Hn3.6m4.933， 2h020.365m所以λ=3.0

因为0.3fcA0.314.3N/mm2(400mm)2686.4kNN

所以N=84.36KN

ASVs(v1.75ftbh00.07N)1fyvh01.751.43N/mm2400mm365mm0.0784.36103N)3102210N/mm365mm 按构

(23.75103N造配箍，取复式箍4Φ10@250

2.框架梁的配筋计算

①、正截面受弯承载力计算、 梁AB（250mm×600mm）

一层跨中截面：M=70.97KN·M

M70.97106Nmmas0.062 222a1fcbh01.014.3N/mm250(565mm)112as1120.0620.0b

a1fcbh01.014.3N/mm2250mm565mm0.0As359.09mm2 2fy360N/mmminmax0.2%,(45ft/fy)%0.2%As,minminbh0.002250mm600mm300mm2

下部实配3Φ16（As=603mm2）

上部按构造要求配筋

梁AB和BC各截面的正截面受弯承载力计算见下表： 框架梁正截面配筋计算 as计算公式 M（kN·m） M a1fcbh020.017 0.029 0.062 0.061 0.055 0.061 0.030 0.0019 0.048 0.041 0.017 0.046 112as0.017 0.029 0.0 0.063 0.057 0.063 0.031 0.019 0.049 0.042 0.017 0.047 As a1fcbh0 As,min 实配钢筋 fy95 163 359 353 320 354 174 107 275 236 95 2 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 左 -30.79 32.53 中 梁A6B6 右 -86.47 -73.4 左 -62.6 中 梁B6C6 右 -73.4 -43.8 左 中 21.81 -66.87 梁A1B1 右 左 -55.31 -20.22 中 -55.31 梁B1C1 右 注：所有钢筋均为Ⅲ级钢 ②、斜截面受剪承载力计算

梁AB（一层）

Vb=77.48KN

0.25cfcbh00.251.014.3N/mm2250mm565mm504.96KNVb 按构造要求配筋，取双肢箍Φ8@350 框架梁斜截面配筋计算 梁AB 层 6 1 Vb（kN） .84 72.41 504.96 504.96 0.25βcfcbh0/kN (>Vb) (>Vb) 梁BC 6 43.22 504.96 (>Vb) <0 2Φ8@350 1 126.71 504.96 (>Vb) <0 2Φ8@350 Asv(vb0.7ftbh0) s1.25fyvh0 实配钢筋 <0 2Φ8@350 <0 2Φ8@350

注：所有钢筋均为Ⅰ级钢 ③裂缝宽度验算

取Mk=71.01 KN·m计算：

skMk/0.87h0As71.01106/0.87565603239.57N/mm2 teAs/Ate603/0.52506000.008

1.10.65ftk/tesk1.10.652.01/0.008239.570.418 deqnidi2/nividi3162/311616mm cr2.1

maxcrsk(1.9c0.08deq/te)/Es=0.218mm＜lim0.3mm

层 用于正常使用极限状态验算的基本组合表（AB梁） 恒载 活载 活载 活载 左风 右风 Ms,max Ms,min 组合项目 1+2+3+4+0.6*5 1+2+3+4+0.6*6 1+（2+4）*0.7+5 1+2+3+0.6*6 值 -19.53 -71.01 -35.34 -55.09 1 2 3 4 5 6 组合项目 值 左 -16.05 -0.82 -0.82 -0.82 -1.7 1.7 6 中 27.08 1.71 1.71 1.71 -0.46 0.46 1+2+3+4+0.6*6 32.49 右 -55.79 -4.95 -4.95 -4.95 0.61 -0.61 左 -19.06 -6.42 0.18 -0.27 -11.6 11.6 1 中 13.58 6.48 -0.25 0.59 -2.28 2.28 1+2+4+0.6*6 22.02 右 -33.81 -16.82 -1 0.59 5.76 -5.76 用于正常使用极限状态验算的基本组合表（BC梁） 层 恒载 活载 活载 活载 左风 右风 Ms,max 1 2 3 4 组合项目 -5.32 1.25 -1.25 -5.26 0 0 1 -5.32 -1.25 1.25 0.97 11.98 -11.98 -7.17 0 0 1+3 -15.33 -11.98 11.98 5 6 值 Ms,min 值 组合项目 左 6 中 右 左 1 中 右

-52.37 -46.82 -52.37 -25.65 -22.02 -25.65 -5.32 -5.26 -5.32 -15.33 -7.17 0.97 -5.32 -5.26 -5.32 -4.34 1.8 -4.34 -46.82 -20.22 1+2+3+4+0.6*6 1+2+3+4+0.6*5 1+2+4+0.6*6 1+2+4+0.6*5 -69.08 -69.08 -52.51 -55.09

框架梁的裂缝宽度验算见下表 层 计算公式 MK/(KNm) 6 skMk/0.87h0As/(N/mm2) 梁AB 左 中 右 19.53 32.49 71.01 65. 0.008 -1.38 16 2.1 梁BC 左 中 右 69.08 46.82 69.08 109.61 239.57 233.06 157.96 233.06 0.008 -0.39 16 2.1 0.10 0.008 0.418 16 2.1 0.218 0.008 0.368 16 2.1 0.210 0.008 0.02 16 2.1 0.142 0.008 0.368 16 2.1 0.210 teAs/Ate 1.10.65ftk/tesk deqnidi2/nividi/mm cr maxcrsk(1.9c0.08deq/te)/Es/mm 0.06 层 计算公式 MK/(KNm) 1 skMk/0.87h0As/(N/mm2) 梁AB 左 中 右 69.08 46.82 69.08 梁BC 左 中 右 52.51 20.22 52.51 177.16 0.008 233.06 157.96 233.06 177.16 68.22 0.008 0.399 16 2.1 0.008 0.066 16 2.1 0.142 0.008 0.399 16 2.1 0.21 0.008 0.178 16 2.1 0.159 0.008 teAs/Ate 1.10.65ftk/tesk deqnidi2/nividi/mm -1.294 0.178 16 2.1 0.061 16 2.1 0.159 cr maxcrsk(1.9c0.08deq/te)/Es/mm 0.21

参考文献

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