计算书

第一部分 建筑设计部分

第一章 设计总说明

一、1工程概况：

1、工程名称：国际学术交流中心 2、工程位置：长春市

3、工程总面积：8422.25㎡，,每层层高3.6m 4、结构形式：现浇整体框架 二、建筑物功能与特点：

本工程位于长春市某高校内，新建的一个多层国际学术交流中心。 1、平面设计

建筑朝向为南北向，平面布置满足长宽比小于5，采用纵向6.0m、横向7.2m的柱距，满足建筑开间模数和进深的要求。 2、立面设计

该建筑立面为了满足采光和美观需求，设置了大面积的玻璃窗。外墙面采用水刷石。 3、防火

防火等级为二级，安全疏散距离满足房门至外部出口或封闭楼梯间最大距离小于22m，大房间设前后两个门，小房间设一个门，满足防火要求；室内消火栓设在走廊两侧,每层两侧及中间设3个消火栓，最大间距25m,满足间距50m的要求。 4、抗震

建筑的平立面布置规则，建筑的质量分布和刚度变化均匀，楼层没有错层，满足抗震要求。 5、屋面

屋面形式为平屋顶；平屋顶排水坡度为2%，排水坡度的形式为垫置坡度，排水方式为外排水。屋面做法采用《98J1——工程做法》中刚性防水，聚苯乙烯泡沫塑料板保温层屋面。 三、标高位置：

本工程室外高差0.45m，室内地面设计标高±0.000。 四、结构形式和墙体材料：

1、结构形式：本工程为框架结构。 2、墙体材料：

①砌体材料采用混凝土空心砌块；

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②砂浆为M5.0水泥砂浆；

③外墙采用240厚砌块加80厚EPS保温板，加砂浆和大白共370厚； ④防潮层在-0.45m位置处铺25厚1：2.5水泥砂浆加5%防水粉； 五、设计资料： （一）、自然条件

1、工程地质条件：详见地质勘查报告； 2、抗震设防： 7 度； 3、防火等级： 二级； 4、建筑物类型： 乙类；

5、基本风压： W0= 0. 65KN/m2，主导风向：西北风； 6、基本雪压： S0= 0.35 KN/m2； 7、冻土深度： －1.62 m；

8、地下水位： 最低：－1.7 m 最高：－1.5 m； 9、楼面活荷：

客房、套间、管理办公室、贵宾接待室、

会议室、包间、职工休息室、商务中心 2.0kN/m2 书店 5.0 kN/m2 洗衣房 3.0 kN/m2 商店 3.5 kN/m2 健身房、舞厅 4.0 kN/m2 食堂、餐厅、资料信息室、咖啡厅 2.5 kN/m2 走廊 门厅 楼梯 2.5 kN/m2 不上人屋面 0.7 kN/m2 雪荷载 0.35 （二）、工程做法

1、屋面做法——高聚物改性沥青卷材防水 ①20厚1：3水泥砂浆粘贴预制混凝土块；

②4厚高聚物改性沥青卷材防水层（带砂、小片石，作为保护层）； ③20厚1：3水泥砂浆层找平层；

④20厚1：10水泥珍珠岩找2%坡，最薄处30厚； ⑤100厚阻燃聚苯乙烯泡沫塑料板保温层； ⑥2厚改性沥青隔气层；

⑦20厚1：3 水泥砂浆找平层； ⑧现制钢筋混凝土屋面板。 2、楼面做法

（1）房间、走道楼面——现制水磨石 ①水磨石面层；

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②素水泥浆结合层一道；

③20厚1:3水泥砂浆找平层，上卧分隔条； ④钢筋混凝土楼板。

（2）卫生间楼面——铺地砖

①8厚地砖楼面，干水泥擦缝； ②撒素水泥面（洒适量清水）；

③20厚1:4干硬性水泥砂浆结合层；

④60厚C20细石混凝土向地漏找平，最薄处30厚；

⑤聚氨酯三遍涂膜防水层厚1.5～1.8或用其他防水涂料防水层，防水层周边卷起高150；

⑥20厚1:3水泥砂浆找平层，四周抹小八字角； ⑦现浇钢筋混凝土楼板。 （3）散水做法：混凝土散水

①80厚C15混凝土表面加1:2细砂压光； ②250厚炉渣垫层； ③素土夯实向外坡5%。 六、门窗工程：

按设计单位并按表中规格及其J93-770加工。 七、装饰工程：

1、外墙装饰见立面；

2、所有室内木门刷清漆三遍，刷油前先做挂腻子，砂纸打平，刷底油等基层处理；

3、全部外露铁件均刷防锈漆一遍，达到二级耐火等级要求，所有木构件均刷防腐漆。 八、其它：

1、凡本图未表明者均遵照国家有关规范，规程施工； 2、本工程标高以米计外，其余均以毫米；

3、对本图所提供的门窗类别、材料、室内外装修材料及做法，由其它原因变更时应由建设

单位会同设计单位商定后进行调整； 4、本工程采用标准图无论采用局部或全部，施工中均应结合本工程协调处理； 5、外墙面施工前应先做出样板，待建设单位和设计单位同意后方可施工。

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第二章 设计内容

一、建筑设计部分

1、设计定位：功能上要求能接待来校参加学术交流活动的国内外专家和团体，以及来校短期合作研究的学者；在形象上体现学术交流机构和校园建筑的特点，营造良好的学术氛围。

2、建筑功能：会议、会议接待、住宿、培训、饮食辅助。 3、各功能房间一览表：

（1）标准客房 60间，其中二间套房6套。 （2）大堂 不小于300㎡

（3）餐厅 大餐厅1间300㎡，包房10间，各25-35㎡ （4）商务中心 40㎡ （5）书店 100㎡ （6）商店 100㎡ （7）多功能会议厅 400㎡ （8）中会议室 2间 各100㎡ （9）小会议室 4间 各60㎡ （10）资料信息室 1间 120㎡ （11）贵宾接待室 1间 80㎡ （12）管理办公室 8间 各40㎡ （13）健身房 120㎡ （14）乒乓球室 2台、120㎡ （15）咖啡厅 1间 约150㎡ （16）厨房 约250㎡

4.设计要求：

(1)符合适用、安全、卫生等基本要求

(2)符合规划和环境保护的要求，并应合理地组织交通路线 (3)应符合<<民用建筑设计通则>>󰀂、<<建筑结构防火设计规范>>以及国家和专业部门颁发的有关设计标准、规范的规定。

5.设计内容:

（1）建筑方案及其初步设计；

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（2）建筑物平面、立面和剖面设计

（3）主要部位的建筑构造设计及材料作法； （4）绘制建筑施工图 6. 成果形成

（1）建筑设计说明书； （2）建筑施工图

建筑设计说明、总平面图；

首层平面、标准层平面、屋顶排水平面（比例1；100）； 正立面、侧立面2个（比例1：100）；

剖面图1-2个，必须剖到主楼梯（比例1：100）；

主外墙大样1个、墙身、防水、变形缝，建筑构造复杂特殊节点大样3-4个。

二、结构设计部分

1.内容要求

(1) 结构选型：根据建筑设计方案及设计原始资料，选择适当的结构体系。

(2) 结构布置：合理布置结构构件，初步确定材料强度等级及构件截面尺寸。

(3) 结构内力分析及构件设计：根据现行国家设计规范，计算结构荷载及地震作用；手算完成结构一个主轴方向的内力分析，进行框架梁、柱的内力组合，完成构件截面设计；同时，采用工程设计软件计算结构内力及配筋，并与手算结果进行对比分析。

(4)楼梯雨篷计算 (5)基础设计 2.成果形成

(1)结构设计说明书 (2)结构设计计算书 (3)绘制图纸：

首层和标准层结构布置图 标准层框架柱配筋图 标准层框架梁配筋图 标准层楼板配筋 基础布置施工图

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第二部分 结构设计部分

第一章 工程概况

1.1 工程概况

建筑地点：吉林省长春市

建筑结构：五层国际学术交流中心，框架结构

建筑介绍：建筑面积约为8422.25m2，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚取100mm，隔墙采用混凝土空心小砌块 门窗使用：见门窗表

地质条件：经地址勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为七度

柱网与层高：房间开间3.6m，进深6m，走廊宽度3m，各层层高3.6m，室内外高差0.45m，框架平面柱网布置如图2.1.1所示。

图2.1.1 框架柱网平面布置图

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承重方案的选择：纵横向混合承重，纵横向都设主梁

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给主梁，再由主梁传给框架柱，最后传给地基。

1.2 设计条件

1.2.1 气象条件：

基本风压0.65 KN/m2；基本雪压：0.35KN/m2 1.2.2抗震设防：

地理位置为六度区，设计要求抗震设防烈度为：7度，设计地震分组第一组。

1.2.3工程地质条件：

II类场地 详见地质勘察资料。 1.2.4材料：

混凝土强度等级C30，梁柱纵筋及基础选用HRB335级钢筋，箍筋选用HPB235级钢筋。

1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高的确定

1.3.1柱截面

由经验公式As=

βgnnF

fc[μN]

β—— 为考虑地震作用组合主轴压力增大系数 边柱为1.3 中柱为1.25

gn——折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似取14KN/m2

F—— 简支状态计算的柱子的负载面积

n—— 计算面积以上建筑的层数

μN——框架柱轴压比限值 本方案抗震等级为三级μN=0.9

fc———柱的混凝土强度等级C30 fc=14.30N/mm2 对于中柱：

F=7.2×6=43.2m2

1.25×14×103×5×43.2Ac==293706mm2

14.3×0.9

对于边柱

6

F=×7.2=21.6m2

2

1.3×14×103×5×21.6Ac==152727mm2

14.3×0.9

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柱子的截面尺寸统一取600mm×600mm，满足要求。 1.3.2梁截面

主梁梁高为： l/14=7200/14=514mm，l/8=7200/8=900mm 高度取 h=600mm

梁宽为b=h/3~h/2=200mm~300mm 取b=300mm

次梁梁高为：l/18=6000/18=333mm，l/12=6000/12=500mm 高度取 h=400mm

梁宽为b=h/3~h/2=133mm~200mm 取b=200mm 1.3.3柱高度

底层柱的高度h=3.6m+0.45m (其中3.6m 为底层层高，0.45m为室内外高差) 其它层柱高等于层高，即3.6m 由此得框架计算简图 见图2.1.2。

图2.1.2框架结构计算简图及柱端编号

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第二章 框架侧移刚度的计算

2.1 横梁线刚度计算

计算梁的线刚度时，考虑到现浇楼板的作用，中框架梁的惯性矩取I=2.0I0,边框架梁的惯性矩取I=1.5I0，计算见表2.2.1，混凝土强度等级C30，Ec=3.0×107KN/m2。

表2.2.1 横梁的惯性矩线刚度表 惯性矩（m4）梁编号 截面(m2) 跨度(m) bh3(I0=) 12KL1 KL2 KL3 KL4 KL5 0.60×0.30 0.60×0.30 0.60×0.30 0.60×0.30 0.60×0.30 边框中框（KNim） （KNim）1.5ECI0 2.0ECI0ib=ib=ll7.2 3.0 4.2 6.0 14.4 0.0054 0.0054 0.0054 0.0054 0.0054 33750 81000 57857 40500 16875 45000 108000 77143 54000 22500 2.2 柱的线刚度计算

柱的刚度计算见表2.2.2，混凝土强度等级C30，Ec=3.0×107KN/m2。

表2.2.2 柱的惯性矩及线刚度表 层次 2-5 1 截面(mm2) 0.6×0.6 高度h(m) 3.6 4.05 bh3(I0=)(m4)12ic= 0.0108 1.5ECI0(KNim)h135000 106813 0.6×0.6 0.0108 2.3 横向框架柱的侧移刚度的计算

对于高度小于50m且高宽比小于4的建筑物，仅考虑梁柱弯曲变形引起的柱侧移刚度，忽略柱的轴向变形。横向框架柱的侧移刚度D值见表

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2.2.3。

表2.2.3 横向框架的抗侧移刚度D值 柱号 层号 K=K=∑Kb(一般层)2Kc∑Kb(底层)KcK（一般层）12αi根2+KD=2c(KNm) 0.5+K数h(底层)α=2+K α=JZ BZ5 BZ6 BZ1 BZ2 BZ3 BZ4 ZZ1 ZZ2 一2×33750 般2×135000层 33750底 106813层 一4×33750 般2×135000层 2×33750底 106813层 一2×(33750+81000)般2×135000层 33750+81000底 106813层 一2×81000 般2×135000层 2×(81000+57857)二 层 2×13500057857+81000底 106813层 2×(57857+40500)二层 2×13500057857+40500底 106813层 一45000×4 般2×135000层 45000×2底 106813层 0.111 0.352 0.200 0.430 0.298 0.512 0.231 0.340 0.454 0.267 0.486 0.250 0.472 13875 21814 25000 4 8 4 5 26623 37250 6 31708 28875 42500 33743 33375 2 30116 31262 29223 5 8 2 第 10 页 共 76 页

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一2×(45000+108000)般0.362 45250 2×135000层 45000+108000底 0.563 34583 106813层 一2×(108000+22500) 般0.326 40750 2×135000ZZ5 层 108000+22500底 0.534 33089 106813层 一45000×4 般0.250 31262 2×135000ZZ6 层 45000×2底 ZZ7 0.472 29223 106813层 一2×108000 般0.286 35714 2×135000层 ZZ8 二108000×2+22500 0.306 38285 三2×135000 层 108000底 0.502 31070 106813层 底层总刚度：D1=21814×4+26623×5+31708×6+33743×2+31006× ZZ3 ZZ4 8 102 1 1 4 2+21814×12+29223×15+34853×18+33089×2+31070×4=2114708KN/m 二层总刚度：D2=13875×4+25000×5+37250×6+42500×2+33375×2+13875×12+31262×13+45250×18+40750×2+38285×4+31262×2=2240320KN/m

三层总刚度：D3=13875×4+25000×5+37250×6+28875×2+13875×12+31262×13+45250×18+40750×2+38285×4+31262×2=2146320KN/m 四五总刚度：D=13875×4+25000×5+37250×6+28875×2+13875×

12+31262×13+45250×18+40750×2+35714×4+31262×2=2136036KN/m

故该框架竖向由表2.2.3 可见∑D2/∑D1=2240320/2114708=1.06>0.7，规则。

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第三章 重力荷载代表值计算

3.1 屋面、楼面荷载

3.1.1 楼、屋面板活荷载标准值

根据《荷载规范》（GB5009-2001）查的楼面活荷载标准值取值如下 客房、套间、管理办公室、贵宾接待室、

会议室、包间、职工休息室、商务中心 2.0KN/m2 书店 5.0KN/m2 洗衣房 3.0KN/m2 商店 3.5KN/m2 健身房、舞厅 4.0KN/m2 食堂、餐厅、资料信息室、咖啡厅 2.5KN/m2 走廊 门厅 楼梯 2.5KN/m2 不上人屋面 0.7KN/m2 雪荷载 0.35 3.1.2. 楼屋面的建筑做法及恒荷载标准值

（1）屋面荷载标准值 屋面(不上人)

屋面为柔性防水屋面

4厚SBS改性沥青防水层 0.30 kN/m2 20厚1：3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.40 kN/m2 1：10水泥珍珠岩找坡层 0.1×10=1.00 kN/m2 100厚阻燃聚苯乙烯泡沫保温板 0.10×0.5＝0.05 kN/m 2厚SBS改性沥青隔汽层 0.02 kN/m2 20厚水泥砂浆找平层 0.02×20＝0.40 kN/m2 100厚现浇钢筋混凝土屋面板 0.10×25＝2.50 kN/m2 20混合砂浆抹面刮大白 0.02×17＝0.34 kN/m2 合计 4.71 kN/m2

（2）楼面恒载

2

水磨石地面（15厚面层） 0.65 kN/m

30厚的1：3水泥砂浆找平层 0.30×20＝0.60 kN/m2

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2

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现浇100厚的钢筋混凝土楼板 0.10×25＝2.50 kN/m2 20混合砂浆抹面刮大白 0.02×17＝0.34 kN/m2 合计 4.09 kN/m2

3.2 墙体重力荷载

墙厚 内墙：0.24m 外墙：0.37m 墙高 （1）底层

主梁下：4.05−0.6=3.45m 次梁下：4.05−0.4=3.65m 板下：4.05−0.1=3.95m （2）标准层

主梁下：3.6−0.6=3.00m 次梁下：3.6−0.5=3.10m 板下：3.6−0.1=3.50m

3.3 门墙标准值

墙体采用混凝土空心砌块（390mm×240mm×190mm容重为11.8KN/m3），外墙为80厚保温板，故外墙单位面积重量为：

17×0.015+0.24×11.8+0.02×20+0.5×0.08+0.005×20+0.008×19.8=3.79KN/m2

内墙单位面积的重量为：11.8×0.19+0.05×17=3.09KN/m2 隔墙单位面积的重量为：18×0.115+0.01×17=2.24KN/m2 木门单位面积的重量为：0.2KN/m2 铝合金窗单位面积重量为：0.4KN/m2

3.4 各层重力荷载代表值

根据《抗震规范》（GB50011-2001）各层重力荷载代表值应取永久荷载标准值和可变荷载组合值之和。

顶层永久荷载标准值包括：屋面及女儿墙自重，纵横梁自重；半层柱及墙体自重；可变荷载取屋面雪荷载和屋面活载较大值；组合值系数0.5。 其他各层永久荷载标准值包括：纵横梁自重，楼面上下各半层的柱及墙体自重。可变荷载取楼面活荷载，其中藏书库、档案库组合值系数取0.8，其他取0.5。

3.4.1第五层重力荷载代表值 （1）内墙 板下墙：

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（6.96×3.5-0.9×2.1×2）×2+[(2.52+3.42)×3.5-0.7×2.1]×0.12+(2.46×3.5-1.1×2.1)×2=53.76m2 主梁下墙：

（13.9-0.5）×11（3.6-0.6）-1.2×2.1×15-2.4×（3.6-0.6）×2-1.8×2.1×4-2.7×2.1=369.21m2 次梁下墙： 5.76×（3.6－0.4）×9+4.26×（3.6-0.4）×2+5.5×（3.6-0.4）×23-2.7×2.1-1.8×2.1×4-2.4×2.1×2=567.082m2 隔墙：167.58+15.12=182.7m2 内墙重：

（53.76+369.21+567.082）×3.09+182.7×2.24=3468.5KN （2）外墙

外墙总长度：

（16.9-0.5×2）×2+48.7-0.5×7+（35.5-0.5×6）×2=142m 外墙上窗的面积：

20×1.8×2.1+14×1.5×2.1=119.7m2 外墙总面积：

142×3.5-119.7=377.3m3 玻璃幕墙：

[(14.5-0.5×2)+13.9-0.5]×(3.6-0.1)×0.37×1.2=62.78KN 外墙重：

377.3×3.79+62.78=1492.75KN （3）门窗重：

0.2×（0.6×1.5×26+0.7×2.1×16+0.9×2.1×4+1.2×2.1×15+1.8×2.1×4+2.4×2.1×2+27×2.1×2）+0.4×（1.5×2.1×14+1.8×2.1×24）=79.692KN （4）屋面荷载：

（17.16×14.88×2+20.88×48.96）×4.71=7220.27KN （5）梁柱重量 柱子体积：

68×0.6×0.6×3.5=85.68m3 主梁体积：

（6.7×40+2.5×16+13.9）×0.5×0.3=48.285m3 次梁体积：

（5.5×42+2.5×16+2.7×8+5.7×26）×0.3×0.2=26.448m3 梁柱总重量：

（85.68+48.285+26.448）×25=4010.325KN

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（6）楼梯重量

（3×7.2×0.25×2+9×6×0.25）×25=607.5KN （7）女儿墙量

（49.2+36×2+17.4×2）×0.9×5.84=819.936KN 玻璃幕墙：

（14.2+15×2）×0.9×1.2×0.37=17.66KN （8）屋面活载

（17.16×14.88×2+20.88×48.96）×0.35=766.48KN 第五层重力荷载代表值

G5=G恒+αG活

=（3468.5+1492.75+79.692+2142）×0.5+7220.27+

1868.325+819.93617.66+766.48×0.5=13900.90KN

3.4.2第四层重力荷载代表值

（1）楼面荷载：

（15.25×17.9×2+21.25×49.7-3×7.45×2-9×6-2.46×2.46×2） ×4.09=6099.305KN （2）楼面活载

14.65×18.25×4.0+（3.0×34.8+18.25×3×2+15.25×3.25×2）×2.5+14.65×3.0×2×2.5+822.99×2=3717.73KN 第四层重力荷载代表值

G4=G恒+αG活 =3468.5+1492.75+79.692+4010.325+607.5×0.5+ 6099.305+3717.73×0.5=17313.19KN

3.4.2第三层重力荷载代表值

（1）楼面活载

14.65×18.25×2.5+400.925×2.5+14.65×12.25×2.5+643.523×2=3406.42KN

第三层重力荷载代表值

G3=G恒+αG活 =3468.5+1492.75+79.692+4010.325+607.5+6099.305+

3406.42×0.5=17461.29KN

3.4.3第二层重力荷载代表值 （1）内墙

1.98×1.08×2×2.24=9.59KN （2）外墙

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13.9×0.6×5.84=48.71KN （3）屋面活荷

13.9×14.63×4.71=957.81KN （4）梁柱自重

柱：3.5×2×0.6×0.6=2.52m3 2.52×25=63KN 主梁：（13.9×2+3.7×2+5.5）×0.5×0.3=6.105m3 次梁：14.1×0.3×0.2=0.846m3

（6.105+0.846）×25=173.78KN

（5）女儿墙

13.9×0.6×5.84=48.71KN （6）楼面活载

14.65×18.25×2.5+（3.0×34.8+18.25×3×2+15.25×3.25×2）×2.5+14.65×3.0×2×2.5+822.99×2=3316.69KN 第二层重力荷载代表值

G2=G恒+αG活 =（3468.5×2+9.59）×0.5+

（1492.75+1429.97+184.38）×

0.5+79.692+957.81+1868.325+173.78+（63+2142×2）×0.5+607.5+48.71+6099.305+3316.69×0.5+ 957.81×0.5=19172.72KN

3.4.4第一层重力荷载代表值

（1）门窗

79.692+4.5×2.4×0.2=81.852KN （2）楼面活载

14.65×18.25×2.5+400.925×215+14.65×12.25×5+633.523×2=3855.08KN

第一层重力荷载代表值

G1=G恒+αG活 =（3468.5+9.59）+（1429.97+184.38）+（81.852+79.692）×0.5+1868.325+（2142+63）

+607.5+6099.305+3855.08×0.5=17880.88KN

各质点的重力荷载代表值及质点高度如图2.2.1所示。

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图2.2.1 各质点重力荷载代表值

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第四章 地震作用的侧移计算

4.1 横向框架自震周期的计算

由于本框架质量和刚度沿高度分布比较均匀，所以其平均自震周期可以按照高层建筑钢筋混凝土结构技术规程（JGJ3-2002）附录B02 规定计算:

T=1.7ψTuT

式中：uT—— 计算结构基本自震周期用的结构的顶点假想位移（m）ψT—— 结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，

本框架结构取0.6.

（1）uT按以下公式计算

uT=∑Δui

Δui=VGi/∑Di VGi=∑Gk

注：∑Di为第 i 层的层间侧移刚度

Δui为第 i 层的层间侧移

（2）横向框架结构顶点假想位移计算，见表2.4.1

表2.4.1 横向框架结构顶点假想位移 层次 5 4 3 2 1 Gi(KN) Vgi(KN) ∑D(Nimm)󰀫ui 0.0065 0.0146 0.0227 0.0303 0.0405 ui(mm) 0.1146 0.1081 0.0935 0.0708 0.0405 13900.90 13900.90 17313.19 31214.09 17461.29 48675.38 19172.72 67848.10 17880.88 85728.98 2136038 2136036 2146320 2140320 2114708 （3）横向框架自震周期的计算 根据上述公式得

T=1.7ψTuT=1.7×0.60.1146=0.345s

4.2 水平地震作用及楼层地震剪力的计算：

根据《抗震设计规范》（GB50011-2001）第5.1.2条规定，对于高度不超过40m，以剪切变形为主，且质量和刚度沿高度分布比较均匀的结构，以及近似于单质点体系的结构，可以采用底部剪力法等简化方法计算抗震作用，因此，本框架采用底部剪法计算抗震作用。采用底部剪力法时，各楼

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层可仅取一个自由度，结构的水平地震作用标准值FEK为

FEK=α1Geq

式中：α1——相应于结构基本自振周期的水平地震影响系数； Geq——结构的等效总重力荷载代表值，多质点取总重力荷载代表值的85%；

在多遇地震作用下，由地震设防烈度为7度，设计的基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第一组，场地类别为II类 由《抗震设计规范》（GB50011-2001）查表得：

水平影响系数极大值 αmax=0.08，特征周期 Tg=0.35s。

横向地震影响系数为：

α1=αmax=0.08

对于多质点体系： Geq=0.85∑Gi=0.85×85728.98=72869.63KN 结构底部总的横向水平地震作用标准值为：

FEK=α1Geq=0.08×72869.63=5829.57KN

T1=0.345s≺Tg=0.35≺1.4Tg=1.4×0.35=0.49s ， 故不须考虑顶部附加集中作用。 各质点横向水平地震作用按下式计算 GiHi

=FFEKin

GiHi

j=1n

GiHi=

17880.88×4.05+19172×7.65+17461.29×11.25+17313.19

j=1

×14.85+13900.90×18.45=929100.81

地震作用下各楼层水平地震层间剪力 Vi 为

Vi=∑Fi(i=1,2,3,4,5)

按照《抗震设计规范》（GB50011-2001）式计算各层质点上横向水平地震作用标准值见表2.4.2。

表2.4.2 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力

∑

∑

层次 5 4 3 2 1

hi (m) 3.6 3.6 3.6 3.6 4.05

Hi (m) 18.45 14.85 11.25 7.65 4.05

Gi (KN) 13900.9017313.1917461.2919172.7217880.88

GiHi

Fi (KN) Vi (KN)

256471.611609.211 1609.21257100.871613.159 3222.37196439.511232.544 4454.91146671.31920.278 5375.1972417.56454.378 5829.57

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横向框架各层水平地震作用及地震剪力见图2.4.1。

图2.4.1横向框架各层水平地震作用及地震剪力

4.3 验算横向框架水平位移

水平地震作用下横向框架结构的层间位移和顶点位移的计算见表2.4.3。

表2.4.3 横向水平地震作用下的位移验算 层次 5 4 3 2 1 Δue为多遇地震作用标准值产生的楼层最大弹性层间位移，V； Δue=i

D∑i

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Vi (KN) 1609.21 3222.37 4454.91 5375.19 5829.57 ∑Di(KN/m)2136038 2136036 2146320 2140320 2114708 󰀫ui=Vi∑Diui hi θe=（mm） 0.75 1.51 2.08 2.51 2.76 （mm）(mm)󰀫ui hi9.61 36000.0002083 8.86 36000.0004194 7.35 36000.0005778 5.27 36000.0006975 2.76 40500.0006815 吉林大学学士学位论文（设计）

由《抗震设计规范》（GB50011-2001）第5.1.1条差得，位移角限值[θe] = 1/600，结构顶点的位移与总高度之比为：u=9.61=0.000521<0.00182=1/600

H

18450

故满足要求。

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第五章 水平地震作用下框架内力计算

5.1 框架柱端剪力及弯矩

框架柱反弯点高度：

y=y0+y1+y2+y3

注： y0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，y3 为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。

框架柱的水平剪力按每根柱的抗侧移刚度分配计算

Vij=DVii/∑D

柱端弯矩计算

u

柱的下端弯矩 Mij=Vijyhi

b

柱的上端弯矩 Mij=Vij(1−y)hi 以上各项计算见表2.5.1

表2.5.1 横向水平地震作用下框架柱剪力和柱弯矩标准值 H 层柱 （m

次

）

5 3.64 3.6边

3 3.6柱 2 3.61

4.05

Vi

（KN)

(KN/m)

∑D

i

2136038 2136036 2146320 2140320 2114708 2136038 2136036 2146320

D (KN/m) 2500025000250002500026623312623126231262

中

5 3.6柱 4 3.63 3.6

1609.21 3222.37 4454.91 5375.19 5829.57 1609.21 3222.37 4454.91

Vik

(KN) 18.83 37.71 51.89 62.78 73.39 23.55 47.16 64.89

K 0.30.30.30.30.38 0.55 0.55 0.55

yi

M下M上

(KNim)(KNim)

0.2 13.56 54.230.350.450.560.81

47.51 88.2484.06 126.56 240.76

102.74 99.4456.47

0.3 25.43 59.350.4 67.91 0.45

105.12

101.87 128.48

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2 3.61

4.05

5375.19 5829.57 2140320 2114708

3126229223

75.01 80.56 0.55 0.70

0.53

143.12 228.30.7

9

126.92 97.88

5.2 梁端弯矩、剪力及柱轴力

梁端弯矩

根据节点平衡计算梁端弯矩

b

边柱:Mb=Muj+Mj+1 中柱: ir

lubb=(+MMMbjj+1)lr ib+ilbr

梁端剪力 Vb=(mb+mb)÷l

lr

柱轴力 Ni=∑(Vb−Vb)k 以上各计算过程见表2.5.2。

表2.5.2 地震作用下框架梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算 柱

层次 5 4 边柱

3 2 1 5 4 中柱

3 2 1

L（m） 6 6 6 6 6 3 3 3 3 3

(KNim)

M左

(KNim)

M右

Vik

(KN) 11.71 22.70 33.88 41.03 41.35 28.89 61.95 95.57 112.93 117.29

54.23 101.8 150.25 183.5 183.03 43.33 92.93 143.36 169.39 175.93

16.02 34.37 53.03 62.65 65.07 43.33 92.93 143.36 169.39 175.93

N （KN） 11.71 34.41 68.29 109.32 150.67 -28.89 -90.84 -186.41 -299.34 -416.63

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图2.5.1 水平地震作用下的框架梁端剪力和柱轴力

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图2.5.2 水平地震作用下框架弯矩图

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第六章 竖向荷载作用下框架内力计算

6.1 横向框架内力计算

6.1.1 计算单元

取②轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.2m,如图8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。

36003600D2000200020006000C3000B6000A7200227200320002000200015001500

图2.6.1 横向框架计算单元

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6.1.2 荷载计算 6.1.2.1 恒荷计算

图2.6.2 各层梁上作用的恒载 在图10中，q1和q1'代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第5层 q1=3.938kN⋅m q1=3.15kN⋅m

'

为房间和走道板传给横梁的梯形和三角形荷载，由图9所示几何 q2和q2

'

关系可得：

q2=4.71×3.6=16.956kN⋅m q2=4.71×3=11.304kN⋅m p1和p2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载，它包括梁自重、楼板重、女儿墙等重力荷载。计算如下：

p1=[(3.6×2/2)×2+(2+6)/2×3.6/2]×4.71+4.725×7.2+2.1×6/2+3.79×0.9×7.2=1.37

'

=132.7kN

p2=[(3.6×2/2)×2+(2+6)/2×3.6/2+(3.6+2.1)/2×1.5×2]×4.71+4.725×7.2+2.1×6/2=

6/2

=148.4kN 集中力矩：

M1=p1e1=132.7×

0.6−0.30.6−0.3

=19.91kN⋅m,M2=p2e2=148.4×=22.26kN⋅m22

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对1～4层，q1,q1'包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载形式。其它

荷载计算方法同第5层，结果为：

q1=3.938+3.309×3=13.21kN⋅m,q1'=3.15kN⋅m

'

q2=4.09×3.6=14.724kN⋅m,q2=3.6×3=8.64kN⋅mp1=(3.6×2/2)×4.09+4.725×7.2+2.1×3+3.09×

(3.6×3−1.8×2.1×2)+0.4×1.8×2.1×2=140.06kN

p2=(3.6×2×2+5.7×1.5)×4.09+4.725×7.2+2.1×3+3.09×3×(7.2−0.6)

=195.37kN

M1=p1e1=140.06×6.1.2.2 活荷载计算

0.6−0.30.6−0.3

=21.0kN⋅m,M2=p2e2=195.37×=29.31kN⋅m22

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图11所示。

图2.6.3 各层梁上作用的活载 对于第5层：

'

q2=3.6×0.35=1.26kN⋅m,q2=3×0.35=0.84kN⋅m

p1=(3.6×2+3.6×2)×0.35=5.04kN

p2=(3.6×2×2+5.7×1.5)×0.35=75.78kN

M1=p1e1=5.04×对1～4层

0.6−0.30.6−0.3

=0.756kN⋅m,M2=8.03×=1.2kN⋅m22

'

q2=7.2kN⋅m,q2=6.0kN⋅m

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p1=28.8kN p2=45.9kN

M1=p1e1=28.8×0.15=4.32kN⋅m,M2=45.9×0.15=6.885kN⋅m

将以上计算结果汇总表18，表19。

表2.6.1 横向框架恒载汇总表

层

q1

q1'

q2

'q2

p1

(kN⋅m(kN⋅m)(kN⋅m)(kN⋅m)(kN)次 5 1～4

3.9383.15 13.213.15

16.95614.724

11.3048.64

p2(kN)

M1M2

(kN⋅m)(kN⋅m)

19.91 22.26 21.0

29.31

132.7140.06

148.4195.37

表2.6.2 横向框架活载汇总表

层次 5 1～4

q2

'

q2

(kN⋅m)(kN⋅m) 1.267.2

p1(kN)

p2(kN)

M1(kN⋅m)

M2(kN⋅m)1.2

0.84 6.0

5.04 28.8

8.03 45.9

0.756 4.32

6.885

6.2内力计算

6.2.1竖向荷载作用下框架弯矩计算

由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架

2ql 均布荷载产生的梁端弯矩 M=； 12 梁端，柱端弯矩用弯矩二次分配法计算，计算过程如表2.6.4，所得弯矩如图2.6.5。

梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得，柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加而得，计算柱底轴力时还需考虑柱自重。

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先求出框架的分配系数

表2.6.3 框架分配系数

位置 五层 四层 三层 二层 底层

上柱 0.000 0.435 0.435 0.435 0.52

下柱 0.77 0.435 0.435 0.435 0.38

右梁 0.23 0.13 0.13 0.13 0.14

左梁 0.14 0.1 0.1 0.1 0.1

上柱 0.00 0.365 0.365 0.365 0.35

下柱 0.48 0.365 0.365 0.365 0.27

右梁 0.38 0.26 0.26 0.26 0.28

利用弯矩分配法，可分别求出恒载和活载下的弯矩（分别包括弯矩分配图和弯矩再次分配表） 传递系数

远端固定，传递系数为0.5，远端滑动铰支，传递系数为-1。

恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算，框架的弯矩图见图 2.6.5。 活荷载作用下，框架的弯矩分配计算，框架的弯矩图见图 2.6.5。

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上柱下柱右梁0.000.770.2319.91-30.658.272.474.14-0.005-3.18-0.959.23-29.140.4350.4350.1321.0-55.9915.2215.224.557.617.61-1.02-6.18-6.18-1.84-54.316.6516.659.23-29.140.4350.4350.1321.0-55.9915.2215.224.557.617.61-1.02-6.18-6.18-1.8416.6516.65-54.30.4350.4350.1321.0-55.9915.2215.224.557.617.61-1.02-6.18-6.18-1.8416.6516.65-54.30.520.380.1421-55.9918.1913.33.59.16.65-1.02-7.66-5.6-1.4719.6314.35-54.987.18A左梁上柱下柱右梁0.1430.65-0.011.24-0.1731.710.155.99-2.032.280.5156.750.155.99-2.032.280.5156.750.155.99-2.032.280.5156.750.155.99-2.031.750.4556.160.000.480.38-7.6622.26-0.04-0.03-0.02-0.59-0.46-0.65-8.150.3650.3650.26-6.4129.31-7.40-7.40-3.44-3.7-3.71.871.870.87-9.23-9.23-8.980.3650.3650.26-6.4129.31-7.40-7.40-3.44-3.7-3.71.871.870.87-9.23-9.23-8.980.3650.3650.26-6.4129.31-7.40-7.40-3.44-3.7-3.71.871.870.87-9.23-9.23-8.980.350.270.28-6.4129.31-7.09-5.47-5.68-3.55-2.741.61.231.26-12.24-6.98-10.83-3.49B0.311.910.237.661.670.538.320.168.321.670.628.321.670.628.291.672.670.627.661.672.670.622.670.622.550.657.661.677.721.970.627.2A0.25B

图2.6.4 恒荷载作用下框架弯矩图

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上柱下柱右梁0.000.770.230.765-1.40.491.130.250.02-0.21-0.060.53-0.310.4350.4350.134.32-81.61.60.480.080.80.8-0.73-0.73-0.221.671.67-7.660.4350.4350.134.32-81.61.60.480.80.80.08-0.73-0.73-0.221.671.67-7.660.4350.4350.134.32-81.61.60.480.80.80.08-0.73-0.73-0.221.671.67-7.660.520.380.144.32-81.911.40.370.960.70.08-0.9-0.66-0.181.971.44-7.727.2A左梁上柱下柱右梁0.141.40.030.57-0.091.910.180.170.24-0.098.320.180.170.24-0.098.320.180.170.24-0.098.320.180.170.19-0.078.290.000.480.38-0..391.20.090.070.05-0.3-0.23-0.160.230.3650.3650.26-2.816.890.620.620.290.310.31-0.31-0.31-0.150.620.62-2.670.3650.3650.26-2.816.890.620.620.290.310.31-0.31-0.31-0.150.620.62-2.670.3650.3650.26-2.816.890.290.620.620.310.31-0.31-0.31-0.150.620.62-2.670.350.270.28-2.816.890.60.460.470.30.23-0.25-0.19-0.210.650.5-2.55-0.25B0.311.910.237.661.670.538.320.168.321.670.628.321.670.628.292.670.627.661.672.670.622.670.622.550.657.661.677.721.971.670.627.2A0.25B

2.6.5 活荷载作用下框架弯矩图

在竖向荷载作用下，考虑弯矩两端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数

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为0.8，调幅后，恒荷载及活荷载的弯矩图见表2.6.6。

表2.6.4 调幅后弯矩 1

上 下 右 5 0.00 9.23 -23.31恒4 16.65 16.65 -43.44荷3 16.65 16.65 -43.44载 2 16.65 16.65 -43.44

1 19.63 14.35 -43.985 0.00 .53 -0.25

1.67 -6.13 活4 1.67

荷3 1.67 1.67 -6.13 载 2 1.67 1.67 -6.13

1 1.97 1.44 -6.18 6.2.2梁端剪力和柱轴力的计算

梁端剪力 ：V=Vq+Vm

'

式中： V——梁上均布，集中荷载引起的剪力VBC=q1'l/2+q2l/4

q

左 上

25.37 0.00 45.4 -9.23 45.4 -9.23 45.4 -9.23 44.93 -12.241.53 0.00 6.66 0.62 6.66 0.62 6.66 0.62 6.63 0.65

2

下 -0.65 -9.23 -9.23 -9.23 -6.98 -0.16 0.62 0.62 0.62 0.5

右 -6.52 -7.18 -7.18 -7.18 -8.66 0.18 -2.14 -2.14 -2.14 -2.04

VBC=q1l/2+q2l/4(1−α)

Vm——梁端弯矩引起的剪力 Vm=(M左+M右)/l 柱轴力：N=V+P

式中：V——梁端剪力

P——节点集中力及柱重

荷载作用下梁端剪力及柱轴力的计算结果见下表。

表2.6.5 恒荷载作用下梁端剪力

荷载引起的剪力 AB BC

Vq左=Vq右

Vq左=Vq右

层次

弯矩引起的剪力

AB BC

Vm左=Vm右

Vm左=Vm右

总剪力

AB

V左

V左

BC

Vm左=Vm右

五层 45.73 四层 69.08 三层 69.08 二层 69.08 一层 69.08

13.2 11.21 11.21 11.21 11.21

8.11 14.81 14.81 14.81 14.81

0 0 0 0 0

13.2 11.21 11.21 11.21 11.21

37.62 54.27 54.27 54.27 54.27

53.84 83.89 83.89 83.89 83.89

表2.6.6 活荷载作用下梁端剪力

第 33 页 共 76 页

吉林大学学士学位论文（设计）

层次

荷载引起的剪力 AB BC

Vq左=Vq右

Vq左=Vq右

弯矩引起的剪力

AB BC

Vm左=Vm右

Vm左=Vm右

总剪力

AB

V左

V左

BC

Vm左=Vm右

五层 四层 三层 二层 一层

2.52 14.4 14.4 14.4 14.4

0.63 4.5 4.5 4.5 4.5

0.3 2.13 2.13 2.13 2.13

0 0 0 0 0

0.63 4.5 4.5 4.5 4.5

2.22 12.27 12.27 12.27 12.27

2.82 16.53 16.53 16.53 16.53

表2.6.7 恒荷载作用下柱轴力

层次 五层 四层 三层 二层 一层

边柱

N顶

中柱

N底

N顶

N底

170.32 396.15 621.98 847.81

201.82 427.65 653.48 879.31

215.44 537.41 859.38 1181.35

246.94 568.91 890.88 1212.85 1538.86 中柱

1073.64 1109.18 1503.32

表2.6.8 活荷载作用下柱轴力

边柱

N顶

层次 五层 四层 三层 二层 一层

N底 N顶 N底

7.26 79.83 152.4 224.97 297.54

38.76 111.33 183.9 256.47 333.08

11.48 109.91 208.34 306.77 405.2

42.98 141.41 239.84 338.27 440.74

6.3 横向框架内力组合

结构抗震等级：由《抗震规范》 表6.1.2 确定本工程框架结构的抗震等级为二级。

第 34 页 共 76 页

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6.3.1 框架梁的内力组合

本设计根据《荷载规范》（GB50009-2001）第3.2.4条规定，对于框架结构的基本组合和 《抗震设计规范》（GB50011-2001）第5.4.1条规定的结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合可以考虑以下三种内力组合，即： ① 1.2SGk+1.4SQk

② 1.35SGk+1.0SQk

③ 1.2SGE+1.3SEk=1.2×(SGk+0.5SQk)+1.3SEk

1、考虑到钢筋混凝土结构具有塑性内力重分布的性质，在竖向荷载下可以适当降低梁端弯矩，进行调幅（调幅系数取 0.8），以减少负弯矩钢筋的拥挤现象。ηvb梁端剪力增大系数，二级取 1.2。

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表2.6.9 各层梁的内力组合

层次

截面位置

内力 SGk调幅

SQk调幅 -0.25

SEk左

SEk右-54.23 11.71-16.02 11.71-43.33 28.89 -101.8 22.7 -34.37 33.88-143.36

1.2SGk+1.4SQk -28.3248.25 -32.5968.56 -8.08 16.72 48.05 4.72 -60.7182.3 -63.8 123.81-11.61

1.35SGk+1.0SQk-23.6540.62 -27.4457.65 -6.76 14.05 53.12 12.16 -51.7270.83 -54.39106.21-10.07

[1.2×

（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]×γRE 左 右 31.78 23.44 -7.9 38.31 36.3 -16.0089.79 42.21 57.4 32.23 -10.3549.91 132.35

-73.9746.27 -39.1461.14 -48.2 40.33 35.22 65.10 -141.1176.5 -77.37115.97-147.2

V（KN）

1

M V

-23.3137.62 -25.3753.84 -6.52 13.2 -43.4454.27 -45.4 83.89 -7.18

54.23

2.22 -11.71-1.53

16.02

2左

5

2右 跨间

4

1

M V M V

M12 M23 2.82 -11.71-0.18

43.33

0.63 -28.89 -6.1312.27-6.6616.53-2.14

101.8-22.734.37-33.88143.36

48.78

M V

2左 2右

M V M

63.5

V

跨间1

M12 M23 11.21 -43.4454.27 -45.4 83.89 -7.18 11.21 -43.4454.27 -45.4 83.89 -7.18 11.21

4.5 -6.1312.27-6.6616.53-2.144.5 -6.1312.27-6.6616.53-2.144.5

M V

2左

3

2右 跨间

2

1

M V M V

M12 M23 M V

2左

M V

2右 跨间

M V

M12 -95.5795.57

-101.

101.8

8

-22.722.7

-34.3

34.37

7

-33.8833.88

-143.

143.36

36

-95.5795.57

-101.

101.8

8

-22.722.7

-34.3

34.37

7

-33.8833.88

-143.

143.36

36

-95.5795.57

19.75

173.6 21.46 -60.7182.3 -63.8 123.81-11.6119.75 173.6 21.46 -60.7182.3 -63.8 123.81-11.6119.75 173.6

17.29 141.4225.11 -51.7270.83 -54.39106.21-10.0717.29 141.4225.11 -51.7270.83 -54.39106.21-10.0717.29 141.42

-81.07142.52112.56104.6421.33 7.85 49.91 132.35

105.2970.06 84.42 -188.3587.4 -95.56115.97-147.2

126.11 94.45

-81.07105.29111.6288.25 178.12133.59137.06-220.777 3 14.36 94.37 17.23 -104.9442.94 157.73-97.99192.05

122.94-172.58122.2297.63

102.7

M23 -43.9854.27 -44.9383.89 -8.66 11.21

-6.1812.27-6.6316.53-2.044.5

183.03-41.3565.07-41.35175.93-117.29

1

M V

1

2左

M V M

2右

V

跨间

M12 M23 -183.03 41.35-65.07 41.35-175.93 117.29

21.46 -61.4382.3 -63.2 123.81-13.2519.75 173.2 21.46

25.11 -52.3270.83 -53.88106.21-11.4117.29 189.2 25.11

211.96136.0914.05

158.97 -220.8294.68

103.71

20.02 -106.8642.62 162.82-102.24 143.15219.03

123.36-180.24126.4799.63 164.72

136.16

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2、跨间最大弯矩的计算： 计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。 以五层计算为例，计算简图如下

图2.6.6 跨间最大弯矩计算简图

q1=3.9375KNm,q2=16.956KNm,

P1=132.7KN,P2=148.4KN,活载q2=1.26KNm

（1）左震作用组合下：

q1=3.9375×1.2=4.725KNm,q2=1.2×(16.956+0.5×1.26)=21.1KNm MA=31.78/0.75=42.37KN⋅m,MB=−7.9/0.75=−10.53KN⋅m

以右支座为轴旋转来求弯矩平衡。∑M=0

q1l2q2l2

−(1−α)−MB=0 即：VAl+MA−22

则：

M+MBq1lq2l42.37+10.534.725×621.1×6

++(1−α)=−++(1−1/3)VA=−A

22622L

=47.57KN

由剪力平衡可得：

VA−1/2(2q1+q2)αl=47.57−1/2×(2×4.73+21.1)×1/3×6󰀻0

V+αlq2/247.57+6×21.1/(2×3)

x=A==2.66m

q1+q24.725+21.1

那么跨间弯矩最大值为：

(q1+q2)x2q2αl(x−αl/3)

M=VAx+MA−+

22

(4.725+21.1)×2.66221.1×6×(2.66−6/(3×3))

=47.57×2.66+42.37−+=119.72KN⋅m

22×3

γREMmax=0.75×119.72=89.79KNm （2）右震作用组合下：

第33页（共72页）

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q1=3.9375×1.2=4.725KNm,q2=1.2×(16.956+0.5×1.26)=21.1KNm MA=−73.97/0.75=−98.63KN⋅m,MB=46.27/0.75=61.69KN⋅m

以右支座为轴旋转来求弯矩平衡。∑M=0

q1l2q2l2

−(1−α)−MB=0 即：VAl+MA−22

M+MBq1lq2l98.63+61.694.725×621.1×6

++(1−α)=−++(1−1/3)VA=−A

22622L

=29.67KN

由剪力平衡可得：

VA−1/2(2q1+q2)αl=29.67−1/2×(2×4.73+21.1)×1/3×6≺0

则Mmax发生在左支座 M=1.3MEK−1.0MGE

=1.3×16.02+(25.37+0.5×1.53)=46.96KN⋅m

γREMmax=0.75×46.96=35.22KNm

（2）1.35Sgk+1.0Sqk组合下：

q1=3.9375×1.35=5.32KNm,q2=1.35×16.956+1.0×1.26=24.15KNm MA=−23.65/0.75=−31.53KN⋅m,MB=−27.44/0.75=−36.59KN⋅m

以右支座为轴旋转来求弯矩平衡。∑M=0

q1l2q2l2

−(1−α)−MB=0 即：VAl+MA−22

则：

M+MBq1lq2l31.53+36.595.32×624.156×6

++(1−α)=−++(1−1/3)VA=−A

22622L

=52.91KN

由剪力平衡可得：

VA−1/2(2q1+q2)αl=52.91−1/2×(2×5.32+24.15)×1/3×6󰀻0

VA+αlq2/252.91+6×24.15/(2×3)

x===2.61m

q1+q25.32+24.15

那么跨间弯矩最大值为：

(q1+q2)x2q2αl(x−αl/3)

M=VAx+MA−+

22

(5.32+24.15)×2.61224.15×6×(2.61−6/(3×3))

=52.91×2.61−31.53−+=53.12KN⋅m

22×3

（3）1.2Sgk+1.4Sqk作用组合下：

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q1=3.9375×1.2=4.725KNm,q2=1.2×16.956+1.4×1.26=22.11KNm MA=−28.32/0.75=−37.76KN⋅m,MB=−32.59/0.75=−43.45KN⋅m

以右支座为轴旋转来求弯矩平衡。∑M=0

q1l2q2l2

−(1−α)−MB=0 即：VAl+MA−22左震：

MA+lMBq1lq2l37.76+43.454.725×622.11×6r=−++(1−)=−++(1−1/3)αVVb=45.07KN,Vb=−27.58KNA

22622L

lMb27.57KN0.75=−42.37KN⋅m==−44.88

由剪力平衡可得： Mbr=−7.90.75+45.07×0.3=2.99KN⋅m

VA−1/2(2q1+q2)αl=44.88−1/2×(2×4.73+22.11)×1/3×6󰀻0

右震： VA+αlq2/244.88+6×22.11/(2×3)

x===2.50mlVbr=−71.93KN,qV54.44KN=4.72522.11+q+b12

l

那么跨间弯矩最大值为： Mb=−98.63+54.44×0.3=−82.3KN⋅m

(q1+q2)x2q2αl(x−αl/3)r

Mb==−71.93×0.3=30.61V52.19+KN⋅mAx+MA−

2'2

2ln)=0.5[4.7255.4+21.1××(5.42-2−×62)/2]=48.64VGb=0.5×(q1×ln+q2×(4.72522.11)2.522.116××(2.5/(3×3))KN+×××

=51.66×2.5−37.76−+=48.05KN⋅mVA=1.2×39.38/5.4+48.64=57.39KN22×33、梁剪力计算 VB左=1.2×112.91/5.4+48.64=74.7KN以五层为例，计算如下

γREVA=0.85×57.39=48.78KN

γREVB左=0.85×74.7=63.5KN 6.3.2、框架柱的内力组合

ln=6−0.6=5.4m

（1）1号、2号的弯矩、轴力组合见下表

第35页（共72页）

表2.6.10 横向框架 1号柱弯矩和轴力组合 层截内次 面 力 M 顶 5 底 N 1.2SGK+1.35SGK+γRE(SGK+0.5SQK)SGK SQK SEK左 -54.23 -11.71 -13.56 -11.71 -88.24 -34.41 -47.51 -34.41 -102.74 -68.2SEK右 1.4SQK 54.2311.7113.5611.7188.2434.4147.5134.41102.74 68.2911.82 1.0SQK+1.3SEKMmax Nmin Nmax 12.99 左 -45.75右 60 141.88 0.11 177.32 99.15 360.6 33.21 396.04 113.29 590.22 60 141.880.11 177.3299.15 360.6 33.21 396.04113.29590.22-45.75119.05-26.33154.49-72.92293.5 -59.44328.94-87.06457.0512.99 237.19 -24.15 311.24 24.15 614.63 -24.15 688.66 24.15 992.07

9.23 0.53 7.26 -1.6738.781.67 79.83-1.67111.33 1.67 152.4170.32 -16.6M 5 201.8N 2 M 16.65214.55 237.19 119.05-22.32 -24.15 -26.33296.48 311.24 154.4922.32 24.15 -72.92293.5 顶 4 底 396.15 -16.6M 5 427.6N 5 N M 16.65N 621.9587.14 614.63 -22.32 -24.15 -59.44669.04 688.66 328.9422.32 24.15 -87.063 顶 959.74 992.07 457.05第 36 页 共 76 页

底

8 -16.6M 5 653.4N

8 M 16.65

-1.67183.91.67 224.97 -1.97256.47 1.44 297.54 -0.72333.08

顶 2

底

847.81 -19.6M 3 879.3N

1 N M 14.35

顶

N

1

底

N

1073.64

M -7.18

1109.18

9 -84.06 -68.29 -99.44 -109.32 -126.56 -109.32 -56.47 -150.67 -240.76 -150.67

84.0668.2999.44109.32 126.56 109.32 56.47150.67 240.76 150.67

-22.32 -24.15 -95.071041.64 22.32 1332.33

1066.1 492.4924.15 1369.51

-83.84613.63-138.86 649.07-43.76769.90

68.84 625.66 110.07 826.81 107.94 862.25 66.36 1063.71-48.62 1103.69

68.84 625.66110.07826.81107.94862.2566.36 1063.71 -48.621103.69

-95.07492.49-83.84613.63-138.86 649.07-43.76769.90229.09809.89

-24.15 1066.1 24.15 1369.51 -28.47 1443.54 20.81 1063.71 -240.4 1830.47

-26.31 -28.47 1414.23 19.24 1704.92

1443.5420.81 1063.71

-10.41 -240.4 229.091797.33

1830.47

第 37 页 共 76 页

809.89

表2.6.11 横向框架2号柱弯矩和轴力组合 层截内次 面 力 1.2SGK+1.35SGK+γRE(SGK+0.5SQK)SGK SQK SEK左 -59.35 -28.89 -25.43 -28.89 -101.87 -90.84 -67.91 -90.84 -101.87 -186.SEK右 1.4SQK 59.3528.8925.4328.89101.87 90.8467.9190.84101.87 186.4-1 274.6 11.94 356.5 1.0SQK+1.3SEKMmax Nmin Nmax -1.04 左 -58.41右 57.32 194.05 31.95 229.49 92.17 568.28 73.37 532.84 118.11 939.85 57.32 194.0531.95 229.4992.17 568.2873.37 532.84118.11939.85-58.41137.72-17.64173.15-106.48 391.14-59.06355.70-132.42 576.35-1.04 302.32 13.08 376.35 -13.08 909.44 13.08 835.41 -13.08 1442.5

M -0.65顶 5 底 N N 215.44 -0.1611.480.62 42.98-0.62109.91 0.62 141.41 -0.62208.3302.32 137.7213.08 -17.64M 9.23 246.94 376.35 173.15-106.48 M -9.23顶 N 4 底 N 3 顶 537.41 -11.94 -13.08 880.67 909.44 391.1411.94 13.08 -59.06M 9.23 568.91 798.77 835.41 355.70-11.94 -13.08 1404.81442.53-132.42 576.35M -9.23N 859.3第 38 页 共 76 页

8 M 9.23 底

N

890.88

4 0.62 239.84 -0.62306.77 0.65 338.27 -0.5 405.20.25 440.74

M -9.23顶

N

2

底

N

1181.35

M 12.24

1212.85

M -6.98顶

N

1

底

N

1503.32

M 3.49

1538.86

41 -67.91 -186.41 -101.87 -299.34 -143.12 -299.34 -97.88 -416.63 -228.39 -416.63

1 67.91186.41 101.87 299.34 143.12 299.34 97.88416.63 228.39 416.63

3 11.94 1404.83

13.08 1442.53

-95.34576.35

109.65 939.85 116.59 1292.91148.97 1328.3590.01 1685.65225.39 1725.64

109.65939.85116.591292.91 148.971328.35 90.01 1685.65 225.391725.64

-95.34576.35-130.9709.19-130.12 744.63-100.86 873.23-219.97 913.21

3 13.08 1442.53 -13.08 1901.59 17.17 1975.62 -9.92 2434.68 4.96 2518.2

-11.94 -13.08 -130.91847.1 1901.5915.6 1929 -9.08 2371.26 4.54 2463.67

17.17 1975.62-9.92 2434.684.96

709.19-130.12 744.63-100.86 873.23-219.97

2518.2 913.21

第 39 页 共 76 页

吉林大学学士学位论文（设计）

（2）柱端弯矩值的调整：

由《震规》，第五层无需调整，柱的轴压比小于0.15时，柱端弯矩值无需调整，柱的轴力N满足下列条件时，才需调整；

N≥0.15fcAc=0.15×14.3×6002=772.2KN，所以对四层柱底以下进行调整。

柱端组合的弯矩设计值应符合∑Mc=ηc∑Mb，∑Mc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，∑Mb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。ηc为柱端弯矩调幅增大系数，二级取1.2。 （3）柱端剪力组合值的调整：（γRE[ηvc(Mcb+Mcl)hn]） 1、横向框架1柱剪力调整 五层：

12.9924.15

V=0.75×1.2×(+)(3.6−0.3)=13.51KN

0.750.75

四层：

24.1524.15

V=0.75×1.2×(+)(3.6−0.3)=17.56KN

0.750.75

三层：

113.01132.46

V=0.8×1.2×(+)(3.6−0.3)=89.56KN

0.80.8

二层：

132.46124.04

V=0.8×1.2×(+)(3.6−0.3)=93.27KN

0.80.8

底层：

144.94229.09

V=0.8×1.2×(+)(4.05−0.3)=119.69KN

0.80.8

2、横向框架2柱剪力调整：

五层：

1.0413.08

V=0.75×1.2×(+)(3.6−0.3)=5.13KN

0.750.75

四层：

13.0813.08

V=0.75×1.2×(+)(3.6−0.3)=9.51KN

0.750.75

三层：

145.66166.51

V=0.8×1.2×(+)(3.6−0.3)=113.52KN

0.750.8

二层：

第 40 页 共 76 页

吉林大学学士学位论文（设计）

166.51161.26

V=0.8×1.2×(+)(3.6−0.3)=119.19KN

0.80.8

底层：

183.26225.29

V=0.8×1.2×(+)(4.05−0.3)=130.74KN

0.80.8

第 41 页 共 76 页

吉林大学学士学位论文（设计）

第 42 页 共 76 页

表2.6.12 1柱柱端组合弯矩设计值调整

层次 截面

γRE∑Mc=ηc∑Mb

5 柱顶

柱底

柱顶

4 柱底

柱顶

3 柱底

柱顶

2 柱底

柱顶 144.94

1 柱底 229.09

113.01132.46132.46124.04

γREN

141.88177.32360.6396.04 590.22625.66826.81862.251063.711106.69

表2.6.13 1柱剪力组合值及调整

层次 5 4 3 2 1

SGK -7.84 -10.09 -10.09 -10.99 -5.74

SQK -0.67 -1.01 -1.01 -1.1 -0.58

SEK左 -20.54 -41.14 -56.61 -63.26 -79.26

SEK右 20.54 41.14 56.61 63.26 79.26

1.2SGK+1.4SQK

1.35SGK+1.0SQK

γRE[(SGK+0.5SQK)

+1.3SEK]

γRE[ηvc(Mcb

Mct)/Hn]

1351 17.56 89.26 93.27 119.69

-10.35 -13.52 -13.52 -14.73 -7.7

-11.25 -14.63 -14.63 -15.94 -8.33 左 -26.16-48.06-63.14-70.33-81.8 右 13.9 32.17 47.25 53.02 72.76

第 43 页 共 76 页

表2.6.14 2柱柱端组合弯矩设计值调整

层次 截面

γRE∑Mc=ηc∑Mb

5 柱顶 194.05

柱底 229.49

柱顶 532.84

4 柱底 568.28

柱顶 145.66 904.41

3 柱底 166.51 939.85

柱顶 166.511292.91

2 柱底 161.261328.35

柱顶 183.261685.65

1 柱底 225.39 1725.64

γREN

表2.6.15 2柱剪力组合值及调整

层次 5 4 3 2 1

SGK -2.99 -5.59 -5.59 -6.51 -2.79

SQK -0.24 -0.38 -0.38 -038 -0.2

SEK左 -25.69 -51.45 -70.79 -81.83 -87.01

SEK右 25.69 51.45 70.79 81.83 87.01

1.2SGK+1.4SQK

1.35SGK+1.0SQK

γRE[(SGK+0.5SQK)

+1.3SEK]

γRE[ηvc(Mcb

Mct)/Hn]

5.13 9.51 113.52 119.19 130.74

-3.92 -7.24 -7.24 -8.34 -3.63

-4.28 -7.93 -7.93 -9.17 -3.97 左 -27.38 -54.5 -73.36 -84.81 -87 右 22.72 45.83 64.69 74.76 82.67

第 44 页 共 76 页

吉林大学学士学位论文（设计）

第七章 截面设计

7.1 框架梁

这里仅以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程。 7.1.1 截面受弯承载力计算：

从表2.49中分别选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。

支座弯矩

MA=220.82/0.75−94.68/0.85×0.3=261.01KN⋅m γREMA=0.75×261.01=195.76KN⋅m

MB=106.86/0.75−123.36/0.85×0.3=36.61KN⋅m γREMA=0.75×36.61=27.45KN⋅m

跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩。由表2.49，可求得相应的剪力

V=1.3×86.61−(65.63+0.5×12.80)=40.56KN⋅m 则支座边缘处

Mmax=190.87−23.51×0.3=183.92KN⋅m γREMmax=0.75×183.92=137.94KN⋅m

按T型截面设计，翼緣计算宽度bf'按跨度考虑。

bf'=l/3=6000/3=2000mm，h0=h−as=600−35=565mm

，纵梁采用钢筋混凝土强度等级C30（fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/m2）

向钢筋选用HRB335级钢筋（fy=fy'=300N/mm2），ξb=0.55， 因为：

α1fcbf'hf'(h0−hf'/2)=1.0×14.3×2000×100×(600−100/2)=1573KN⋅m>137.94KN⋅m 属于第一类T形截面梁。

下部跨间截面按单筋T 型截面梁计算

αs=M/(α1fcbf'h02)=137.94×106/(1.0×14.3×2000×5652)=0.015

ξ=1−(1−2αs)0.5=0.015<0.35 ，

As=ξα1fcbfh0/fy=0.015×14.3×2000×565/300=814.1mm2， 验算最小配筋率：

0.45ft/fy=0.45×1.43/300=0.21%>0.2%,取ρmin=0.21%， Amin=ρminbh=0.0021×300×600=378mm2。

实际配钢筋 ：4Φ18,AS=1017mm2󰀻378mm2，所以满足要求。

1

吉林大学学士学位论文（设计）

ξ=fyAs/(α1fcbf'h0)=300×1017/(14.3×2000×565)=0.019<0.35， 符合二级抗震的要求。

将跨间截面的4Φ18钢筋伸入支座，作为支座负弯矩下的受压钢筋，AS=1017mm2，计算相应的受拉钢筋，即： A支座上部：

αs=[M−fy'As'(h0−a')]/(α1fcbf'h02)

62

⎤=⎡195.76×10−300×1017×(565−35)/(14.3×300×2000×565)≺0 ⎣⎦

可知受压钢筋在受拉钢筋屈服后不能屈服。 故可以近似取：

As=M/[fy(h0−a)]=195.76×106/[300×(565−35)]=1231mm2。

实配钢筋5Φ18，AS=1272mm2 Bl支座上部：

As=M/[fy(h0−a)]=27.45×106/[300×(565−35)]=172mm2。

实配钢筋：4Φ18，AS=1017mm2。

ξ=fyAs/(α1fcbf'h0)=300×1017/(14.3×2000×565)=0.019<0.35 最小配筋率 ρmin=0.45ft/fy=0.45×1.43/300=0.21%

同时： ρ=1017/(300×565)=0.47%>ρmin，同时大于0.2%满足要求。 又As'/As=1272/1101=1.12󰀻0.3，满足抗震构造要求。

7.2.2 梁斜截面受剪承载力计算

AB跨： （1）、验算截面尺寸：

hw=h0=565mm

hwb=565300=1.88≺4，属于厚腹梁

0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3×300×565=151.49KN󰀻136.16KN 可知，截面符合条件。 （2）、梁端加密区箍筋取双肢股φ8@100，箍筋用HPB235热轧钢筋（fyv=210Nmm2），则

A

0.42fth0+1.25fyvsvh0=0.42×1.43×300×565+1.2×210×565×101/100=245.61KN

s

󰀻136.16KN 加密区长度取0.85m，非加密区取双肢φ8@150，满足要求。

7.2柱截面尺寸验算

根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于

2

吉林大学学士学位论文（设计）

0.8。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。

表2.7.1 框架柱剪跨比和轴压比验算 柱号 层次

1 2 A

3

柱

4 5 1 2 B

3

柱

4 5

b 600 600 600 600 600 600 600 600 600 600

ho 600 600 600 600 600 600 600 600 600 600 柱子剪跨比和轴压比的验算 fc Mc Vc N 14.3320.5396.241379.6114.3185.1582.741077.8114.3151.0574.28782.0814.3132.256.54495.0514.380 30.78221.6514.3300.52102.352157.0514.3198.6399.781660.4414.3176.5686.3 1174.8114.3141.9764.12710.3514.377.8832.2 286.86

Mc/Vcho

5.95>2 4.0>2 3.63>2 4.18>2 4.64>2 5.24>2 3.55>2 3.65>2 3.95>2 4.32>2 N/fcbho 0.027>0.80.021>0.80.015>0.80.01>0.80.04>0.80.042>0.80.032>0.80.023>0.80.014>0.80.006>0.8

由上表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足要求。

7.4 框架柱截面设计

以一层B截面设计为例说明。根据B柱内力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩的调整值比较后选出最不利内力，进行配筋计算。

7.4.1 柱正截面承载力计算： B节点左、梁端弯矩

l

Mb=98.94KN⋅m,Mbr=195.68KN⋅m B节点上下柱端弯矩

M上=−100.86/0.8+84.81/0.85×（0.5-0.1）-86.17=KN⋅m M下=225.39/0.8−87/0.85×0.1=271.5KN⋅m ∑MB柱=107.9+290.28=350.67KN⋅m ∑MB梁=98.949+195.68=294.62KN⋅m ∑MB柱/∑MB梁=350.67/294.62=1.19 无需分配

γREM上柱=68.94KN⋅m

e0=M/N=68.94×1000/1725.64=40mm

3

吉林大学学士学位论文（设计）

附加偏心距ea取20mm和偏心方向截面尺寸的l30两者较大值，60030=20，故取ea=20mm。

附加偏心距ea取20mm和偏心方向截面尺寸的l30两者较大值，60030=20，故取ea=20mm。

柱的计算长度，对于现浇楼板的底层柱：

l0=1.0H=4.05m。

初始偏心距：

ei=e0+ea=40+20=60mm。

因为长细比：

4050

=6.75󰀻5

h600

故应考虑偏心距增大系数η。

ς1=0.5fcAN=0.5×14.3×60021725640=1.49󰀻1.0 取ς1=1.0。

又： l0h≺15,取ς2=1.0

得：

l0

=

l02ς1ς2h04.052×1.0×1.0×560

=1+=1.30󰀻1.0η=1+

1400eih21400×60×0.602

轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离：

e=ηei+h2−αs=1.3×60+

对称配筋：

600

−35=343mm2

ξ=

xN1725640===0.36≺0.55h0α1fcbh01.0×14.3×600×560

为大偏心受压情况。

Ne−ξ(1−0.5ξ)α1fcbh02

As=A=

fy'(h0−as')

's

1725640×343−0.36×(1−0.5×0.36)×1.0×14.3×600×5602=≺0

360×(560−40)

再按Nmax及相应M计算：

Nmax=2518.2KN

4

吉林大学学士学位论文（设计）

节点上下柱端弯矩

9.92-9.17×0.4=6.25KN⋅m 4.96-3.97×0.1=4.56KN⋅m

此内力组合是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。

M6.25×106

e0===2.48mm

N2518.2×103

轴向力对截面重心的偏心距：

ea=20mm

初始偏心距：

ei=e0+ea=2.48+20=22.48mm

长细比：

l0h=4050600=6.75󰀻5

故应考虑偏心增大系数η。

ς1=0.5fcAN=0.5×14.3×60022518200=1.02󰀻1.0 故取：ς1=1.0。

又：l0h≺15,取ς2=1.0 得：

l02ς1ς2h04.052×1.0×1.0×560

=1+=1.81η=1+22

1400eih1400×22.48×0.60

ηei=1.81×22.48=40.71mm≺0.3h0=0.3×560=168mm

所以为小偏心受压。

轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离：

600

−35=305.71mm2

N=2518.2KN≺ξbfcbh0，故按构造配筋。

因单侧配筋率要求ρs,min≥0.2%,且全筋ρmin≥0.8%。

ρs,min=0.2%×6002=720mm2󰀻As=399.708mm2 As=As'=ρs,minbh=0.2%×600×600=720mm2

选4Ф20As=As'=1256mm2

总配筋率：ρs=3×1256600×600=1.12%󰀻0.8%

e=ηei+h2−αs=1.81×22.48+

5

吉林大学学士学位论文（设计）

7.4.2 柱斜截面受剪承载力计算

上柱柱端弯矩设计值 柱顶：Mct=229.08KN

柱底：Mcb=1.25×225.39=281.74KN 框架柱的剪力设计值：

V=1.2(Mct+Mcb)/Hn=1.2×(229.08+281.74)/3.55=172.67KN

γREV/(βcfcbh0)=0.85×172.67×103/(1.0×14.3×600×560)=0.031≺0.2满足要求剪跨比：

λ=Mc/(Vch0)=225.39×103/(102.35×560)=4.91󰀻3,取λ=3 其中Mc,Vc不应考虑γRE，故Mc为将表2.52查的的值除以0.8，Vc为将表2.53查得值除以0.85。与Vc相应的轴力 又因为：

0.3×14.3×600×560

=1544.4KN󰀻N=1091.53KN

1000

所以 N=1091.53KN

0.3fcbh=

AsvγREN−1.05ftbh0(λ+1)−0.056N=sfyvh0

0.85×1091530−1.05×1.43×600×560(3+1)−0.056×1091530

≺0

210×560

因此该柱按构造配置箍筋。

=

由轴压比λ=0.042,查表得：λv=0.08 则，加密区的最小体积配筋率

ρv,min=0.08×14.3/210=0.54%

又柱的体积配箍率：

ρv=∑所以：

Asvili

sAcor

AsviρvAcor0.0054×550×550

≥==0.375s8×550∑li

取φ10的箍筋，Asv1=78.5mm2,s≤209.3mm

抗震等级为二级，加密区箍筋采用4肢φ10@100，非加密区满足

6

吉林大学学士学位论文（设计）

s≺10d=200mm，故非加密区4肢体φ10@200。

加密区范围：

上端： 长边尺寸、l6净高、500三个的较大值。

l6=47006=783mm󰀻500mm，故上端取800mm。

下端： 取500mm与l3较大值。l3=17503=1600mm，故下端取

1600mm。

7

吉林大学学士学位论文（设计）

第八章 现浇板式楼梯

因计算方法相同，本设计只对底层楼梯相关构件的配筋进行计算，底层楼梯的结构布置如

图2.8.1楼梯剖面示意图

8.1 参数确定

取二号楼梯进行计算。踏步面层为10厚水磨石，底面为20厚混合砂浆抹灰，不锈钢栏杆重0.1kN/m，楼层活荷载标准值qk=2.5kN/m2，混凝土为C25（fc=11.9Nmm2，ft=1..27Nmm2），板内钢筋采用HPB235（fy=210Nmm2），平台梁钢筋采用HRB335（fy=300Nmm2）。

8.2 梯段板计算

估算板厚：h=单元。 （1）荷载计算

恒载：

10.13)×25=5.51kN/m 梯段板自重： (×0.15+

22/5 8

l03520

==117mm，取h=130mm，取1m宽作为计算3030

吉林大学学士学位论文（设计）

踏步面层重：

(0.32+0.15)

×0.65=0.95kN/m

0.30

0.022/5×17=0.38kN/m

板底抹灰重：

金属栏杆重：

1

×0.1=0.06kN/m 1.8

标准值： gk=6.9kN/m 设计值： g=1.2×6.9=8.28kN/m 活荷载设计值： q=1.4×2.5=3.50kN/m 合 计： g+q=8.28+3.50=11.78kN/m （2）内力计算 水平投影计算跨度为：

l0=ln+b1/2+b2/2=5550+100+150=5800mm=5.8m

跨中最大弯矩：

11

M=(g+q)l02=×11.78×5.82=39.63kN⋅m

1010

（3）截面计算

h0=h−as=130−20=110mm M39.63×106

==0.275 αs=

α1fcbh021.0×11.9×1000×1102

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.275=0.329<0.614,满足规范要求。

As=α1fcbh0ξ/fy=1.0×11.9×1000×110×0.329/210=2050mm2

ρ=As/(bh)=2050/(1000×110)=1.86%

ρmin=0.2%,ρmin=(45ft/fy)%=(45×1.27/210)%=0.272%，取较大者

9

吉林大学学士学位论文（设计）

ρ>ρmin=0.272%，满足最小配筋的要求。

故取配筋为：

φ14@75，实配面积：2052mm2

8.3 平台板配筋计算

取1m宽板带作为计算单元。 （1）荷载计算

恒载： 平台板自重：

0.06×25=1.50kN/m

平台板面层重：

0.65kN/m

板底抹灰重：

0.02×17=0.34kN/m

标

gk=2.49kN/m

准值：

设计值：

g=1.2×2.49=2.99kN/m

活荷载设计值： q=1.4×2.5=3.50kN/m 合 计： g+q=2.99+3.50=6.49kN/m （2）内力计算 计算跨度为：

l0=ln+h/2+b/2=1400+60/2+200/2=1530mm=1.53m

10

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跨中最大弯矩：

11

M=(g+q)l02=×6.49×1.532=1.9kN⋅m

88

（3）截面计算

h0=h−as=60−20=40mm M1.9×106

==0.1 αs=22

α1fcbh01.0×11.9×1000×40

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.1=0.11<0.614,满足规范要求。

As=α1fcbh0ξ/fy=1.0×11.9×1000×40×0.11/210=239mm2

ρ=As/(bh)=239/(1000×40)=0.598%

ρmin=0.2%,ρmin=(45ft/fy)%=(45×1.27/210)%=0.272%，取较大者 ρ>ρmin=0.272%，满足最小配筋的要求。

故取配筋为：

φ8@180，实配面积：279mm2

8.4 平台梁配筋计算

计算跨度为：

l0=1.05ln=1.05×2.76=2.898ml02898==241.5mm， 1212

取b×h=200mm×400mm

估算截面尺寸：h=

（1）荷载计算

恒载：

5.55

=32.69kN/m 21.33

平台板传来： 6.49×(+0.2)=5.61kN/m

2

梯段板传来： 11.82×

11

吉林大学学士学位论文（设计）

平台梁自重： 1.2×0.2×(0.4−0.06)×25=2.04kN/m 平台梁侧抹灰： 1.2×2×(0.4−0.06)×0.02×17=0.28kN/m 合 计： g+q=32.69+5.61+2.04+0.28=40.62kN/m （2）内力计算 跨中最大弯矩：

11

M=(g+q)l02=×40.62×2.8982=42.64kN⋅m

88

支座最大剪力：

11

V=(g+q)ln=×40.62×2.76=56.06kN⋅m

22

（3）截面计算

（A）受弯承载力计算

按倒L形截面计算，受压翼缘计算宽度取下列中的较小值，

11

b′f=l0=×2760=460mm

66s1330

=865mm b′f=b+n=200+

22

1

所以：取b′f=l0=460mm，h0=h−as=400−35=365mm

6

α1fcb′fh′f(h0−

h′f2

)=1.0×11.9×460×60×(365−

60) 2

=110.03×106N⋅m=110.03kN⋅m>M=42.64kN⋅m

所以：属于第一类T形截面

M42.64×106

==0.058 αs=22

α1fcb′fh01.0×11.9×460×365

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.058=0.060<0.614,满足规范要求。

As=α1fcb′fh0ξ/fy=1.0×11.9×460×353×0.06/210=552mm2

ρ=As/(bh)=552/(200×400)=0.69%

12

吉林大学学士学位论文（设计）

ρmin=0.2%,ρmin=(45ft/fy)%=(45×1.27/210)%=0.272%，取较大者 ρ>ρmin=0.272%，满足最小配筋的要求。

故取配筋为：4φ14，实配面积：615mm2 （B）受剪承载力计算

0.25βcfcbh0=0.25×1.0×11.9×200×365=217.18kN>V=56.06kN

截面尺寸满足规范要求。

0.7ftbh0=0.7×1.27×200×365=64.90×103=64.90kN>V=56.06kN

故：仅需按构造要求配置箍筋。 故取配筋为：

φ8@300，实配面积：168mm2

13

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第九章 雨篷设计

9.1 雨篷结构布置

正面雨篷的配筋设计类似楼板的设计，因此我选择侧面雨篷进行雨篷的配筋计算。其结构布置见图10.1。

雨篷面层为20mm厚水泥砂浆抹灰，底面为20mm厚混合砂浆抹灰，雨篷活荷载标准值为：qk=0.7kN/m2，雪荷载标准值为：0.35kN/m2，混凝土选用:C25(fc=11.9N/mm2,ft=1.27N/mm2)，钢筋选用：

HPB235(fy=210N/mm2)。

1400

图 2.9.1 侧面雨篷结构平面图

9.2 雨篷板配筋计算

取1m宽板带作为计算单元，设板厚h=

h=120mm

ln1400==117mm，取1212

（1）荷载计算

恒载：

雨篷板自重：

0.12×25=3.0kN/m

14

3000吉林大学学士学位论文（设计）

板面层重：

0.02×20=0.4kN/m

板底抹灰重：

0.02×17=0.34kN/m

标准值： gk=3.74kN/m 设计值： g=1.2×3.74=4.49kN/m 雪荷载设计值： q1=1.4×0.35=0.49kN/m 均布荷载设计值： q2=1.4×0.7=0.98kN/m 则活荷载设计值（取雪荷载和均布荷载的较大值）： q=0.98kN/m 合 计： g+q=4.49+0.98=5.47kN/m 集中荷载（1m宽内一个）： F=1.0kN （2）弯矩计算 恒荷载加均布荷载：

M1=

11

(g+q)ln2=×5.47×1.42=5.36kN⋅m 22

121

gln+Fln=×4.49×1.42+1.0×1.4=5.80kN⋅m 22

恒荷载加集中荷载：

M2=

M2>M1，故应按照M2进行配筋。

（3）截面计算

h0=h−as=120−20=100mm

M5.8×106

==0.049 αs=22

α1fcbh01.0×11.9×1000×100

ξ=1−1−2αs=1−1−2×0.049=0.050<0.614

满足规范要求。

As=α1fcbh0ξ/fy=1.0×11.9×1000×100×0.050/210=283mm2

ρ=As/(bh)=283/(1000×120)=0.24%

ρmin=0.25%

，取较大者

ρmin=(55ft/fy)%=(45×1.27/210)%=0.33%

ρ=0.24%<ρmin=0.33%

不满足最小配筋的要求。

15

吉林大学学士学位论文（设计）

则取：

As=ρminbh=0.33%×1000×120=396mm

故取配筋为：

φ8@125，实配面积：402mm2

16

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第十章 基础设计

10.1 设计资料

根据工程地质报告提供的资料，场地为II类，在主要的受力层范围内不存在软弱粘性土层，上部框架结构未超过八层，高度在25m一下，故该房屋基础不进行抗震承载力盐酸。则底层柱传至基础顶部的作用效应仅取非抗震设计时的作用效应。我们仅以边柱为例进行设计。则传至基础顶面的作用效应组合

表2.10.1 至基础顶面的作用效应组合

位置 A柱

①809.89KN,240.4KN⋅m 标准组合值

（Nk,Mk） ②1103.69KN，239.09KN⋅m，V=72.26KN 基本组合值 （N,M）

①1797.33KN,9.62KN⋅m

②1830.47KN，10.41KN⋅m，V=8.33KN

10.2 独立基础

柱基础顶面标高为226.03处，距±0.000（标高227.03m）为1m，柱钢筋直径最大值d=25m，钢筋级别为HRB400级，基础混凝土强度等级为C25，则柱钢筋锚固长度取为lae=1.05la=1.05×40×25=1050mm，考虑保护层厚度，取基础高度h=1300mm，则基础地板标高为224.73m处，自±0.000开始埋深为2.3m。fa=200KPa。 10.2.1柱截面确定

由于边柱弯矩较大，先按轴心受压计算，将轴力值扩大1.3倍，取用Nk=1103.69KN,则由式

Nk1.3×1103.69

=9.32m2 A==

fa−20d200−20×2.3

取a/b=1.2,则a=3400mm，b=2800mm 按偏心受压验算：

W=ba2/6=2.8×3.42/6=5.395m3,A=9.32m2

N+GkMk+Vkd

得 +Pk,max=k

AW

Pk,max1=208.86KPa≤1.2fa=240KPa

Pk,max2=233.18KPa≤1.2fa=240KPa 满足要求

第 17 页 共 76 页

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10.2.2基础抗冲切承载力计算

已按柱纵向钢筋锚固要求初步选定基础高度h=1300mm，可确定为阶形基础，基础尺寸如图：

按图基础尺寸，可只验算最下阶高度 取h0=h−as=500−50=450mm

Al=2800×(800−450)−200×200×2/2=0.94m2 bt=2800−2×500=1800mm

bb=bt+2h0=1800+2×450=2700mm

0.9−1.0

βh=1.00+×(1300−800)=0.96;

2000−800

bm=(bb+bt)/2=2250mm

ft=1.27MPa，(C25混凝土)

NM+Vh1797.339.62+8.33×1.3

Ps,max=+=+=192.59KPa

AW3.4×2.85.395

Ps,min=185.01KPa

Fl=PsAl=192.59×0.94=181.03≺0.7×0.96×1.27×2250×450=864.1KN

满足要求

10.2.3底板配筋计算

①柱根处计算 长向I-I：

(185.01−192.59)×1400

PΙs=192.59+=189.47KPa

2400

189.47+192.59Ps==191.03KPa

2191.03MΙ=×(3.4−0.6)2×(2×2.8+0.6)=386.9KN⋅m

24

短向II-II：

185.01+192.59Ps==188.83KPa

2188.8MΠ=×(2.8−0.6)2×(2×4.1+0.6)=335.06KN⋅m

24

h0=1300−50=1250mm

MΙ386.9×106

AsΙ===1146.37mm2

0.9fyh00.9×300×1250

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选用23Ф8@150，As=1156.9mm2 AsΠ

MΠ335.06×106

===1000.78mm2 0.9fy(h0−10)0.9×300×1240

选用19Ф8@150，As=955.7mm2 ②第一阶处验算;

长向近似取Ps=192.59KPa，h0=450mm

192.59MΙ=×(3.4−2.2)2×(2×2.8+1.8)=85.51KN⋅m

24MΙ85.51×106

AsΙ===703.79mm2

0.9fyh00.9×300×450短向II-II：

188.8MΠ=×(2.8−1.8)2×(2×3.4+2.2)=70.8KN⋅m

24MΠ70.8×106

=AsΠ==595.968mm2

0.9fy(h0−10)0.9×300×440满足要求。

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吉林大学学士学位论文（设计）

参考文献

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