6層框架結構綜合樓畢業(yè)設計計算書

建筑部分建筑設計要求建筑層數(shù)：主體六層，無地下室。建筑平面布置：標準層為病房、倉庫、辦公、其他輔助用房。采用鋁合金門窗戶，外填充墻為300㎜厚加氣混凝土砌塊，內(nèi)填充墻為200㎜厚加氣混凝土砌塊。平面布置：因充分考慮框架結構特性，本設計將使用功能一致的空間做了統(tǒng)一布置，具體布置見《建施》標準層平面布置圖建筑層高：首層3.9m，標準層3.6m建筑面積：4968mm2左右，總高度21.9m。設計依據(jù)建筑布局應與管理方式和服務手段相適應，做到分區(qū)明確、聯(lián)系方便、保證客房及公共用房都具有良好的居住和活動環(huán)境。室內(nèi)應盡量采用天然采光。圍護結構應盡量做到保溫隔熱，以利于節(jié)能。應設醫(yī)用電梯。病房：病房類型可以分為三床病房、六床病房、特護房；衛(wèi)生間無自然通風時，應采取有效措施來通風排氣；衛(wèi)生間要有管道井；室內(nèi)凈高：客房居住部分，設空調時不應低于2.4m，不設空調時不應低于2.6m?？头績?nèi)過道凈高不應低于2.1m，公共走道不應低于2.6m要有醫(yī)務務員工作間、儲藏間、開水間?？头咳肟陂T洞寬不應小于0.9m，高度不應小于2.1m；客房內(nèi)衛(wèi)生間門洞寬不應小于0.75m。公共部分：門廳內(nèi)交通流線及服務分區(qū)應明確，總服務臺應明顯；每層應至少設兩個疏散樓梯間，安全出口的數(shù)目不應少于兩個。三室內(nèi)裝修因考慮現(xiàn)代人審美觀的差異，本工程僅做粗裝修處理，施工時做至結構基層即可，面層待甲方自行處理。結構計算時僅考慮抹灰。室外裝修結合該建筑所處環(huán)境以及人們對外觀要求的提高，本設計要求外墻均采用高級外墻涂料，主體顏色為白色，挑檐處為藍色，另外在陽臺上加兩道腰線，其中間部分也是高粱紅色，與挑檐相互呼應。充分體現(xiàn)一種寧靜，簡潔、而又穩(wěn)重的設計理念。建筑抗震概念設計建筑設計應重視建筑結構的規(guī)則性。要選用合理的建筑結構體系?？箓攘Y構和構件的延性也要重視。其中：規(guī)則要求為：避免結構有過大的凹凸，避免豎向承重構件的不連續(xù)，避免水平和豎向的不均勻。合理的建筑結構體系指：要有明確的計算簡圖和合理的地震作用傳遞途徑；避免因部分結構或構件破壞而導致整個結構喪失抗震能力或對重力荷載的承載能力；此外結構體系要具有必要的承載能力，良好的變形能力或消耗地震能量的能力。延性指：避免混凝土結構的脆性破壞，做到強柱弱梁、強剪弱彎、強節(jié)點弱構件。結構部分一工程概況二結構選型及布置方案三梁、柱截面尺寸、柱高度確定四荷載計算五水平地震作用下框架側移計算六水平地震作用下橫向框架內(nèi)力分析七豎下荷載作用下橫向框架的內(nèi)力分析八內(nèi)力組合九截面設計十基礎計算十一樓梯的配筋計算十二板的配筋計算一=工程概況本工程為六層鋼筋混凝土框架結構體系，建筑面積約4968㎡。建筑物平面為矩形，地上六層，首層層高為3.9m，二至六層為3.6m設計資料：1土質及地耐力：室外地面至地下室以下2.5米范圍內(nèi)為新近堆積的雜填土，2.5米～8.5米范圍內(nèi)為中砂土，以下為粗砂層。中砂層土地基承載力特征值150Kpa，粗砂土地基承載力特征值200Kpa。無軟弱下臥層。2、地下水位：勘察揭露深度未見地下水位，可不考慮地下水對建筑材料的腐蝕性。3、抗震設防：本地區(qū)抗震設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.2g，所屬設計地震分組為第一組。4、場地類別：建筑場地類別為Ⅱ類，設計特征周期為0.35S，5、凍土深度：太原地區(qū)季節(jié)性凍土深度為0.8米6基本雪壓：S=0.2KN/㎡設計內(nèi)容1確定梁、柱截面尺寸及框架計算簡圖；2荷載計算；3框架縱橫向側移計算；4框架在水平及豎向力作用下的內(nèi)力分析；5內(nèi)力組合及截面設計；6節(jié)點驗算；7考慮抗震構造要求；二結構選型及布置方案本工程主體采用鋼筋混凝土框架結構，樓梯采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土板式樓梯；基礎采用鋼筋混凝土條形基礎。梁、柱混凝土均采用C30砼，基礎采用C25砼，墊層為C15砼，其它材料的使用詳見結構設計總說明。柱網(wǎng)布置圖見下頁圖1所示三梁柱截面、柱高度的確定1粗估截面尺寸柱：地下室：b×h＝800㎜×800㎜;一至六層：b×h＝800㎜×800㎜;(2)梁：橫向框架梁取跨中（1/8---1/12）lL1350㎜×700㎜L2350㎜×650㎜CL統(tǒng)一選取為300㎜×600㎜驗算：為提高柱的延性，增強結構的抗震能力，再框架柱的正截面計算中，必須限制其軸壓比，以保證框架柱的延性，達到強柱弱梁的要求。因該地區(qū)所處為8度抗震區(qū)，抗震等級為二級，由《抗震設計規(guī)范》得柱子的最大軸壓比限值=0.8，又據(jù)《建筑結構荷載規(guī)范》取每層荷載為15KN/㎡則柱近似取為800×800（2）柱高度確定底層柱h＝4.5m,認為地下室全部埋于地下，室內(nèi)外高差為750m由建筑設計要求得，二至六層柱h=3.6m,七層柱4.5m橫向框架計算簡圖及柱編號五荷載計算1屋面均布恒載二氈三油防水層0.35KN/㎡冷底子油熱瑪蹄脂二道0.05KN/㎡20mm厚1；3水泥沙漿找平0.02×200mm水泥蛭石保溫層0.2×20mm厚紙筋石灰抹底0.2×120mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板0.12×共計5.42KN/㎡屋面恒載標準值為（7.5×5+0.25×2）×（7.8×2+3.9+0.25×2）×5.42=41192屋面均布活載為：計算重力荷載代表值時，僅考慮屋面雪荷載，雪荷載代表值為0.350.35×（7.5×5+0.25×2）×（7.8×2+3.9+0.25×2）=2663樓面均布恒載為：按樓面作法逐項計算25厚水泥沙漿抹面0.025×20=0.5120厚鋼筋混凝土樓板0.12×5=3.0020厚紙筋石灰抹底0.02×16=0.32共計3.82樓面恒載標準值2.0×（7.5×5+0.25×2）×（7.8×2+3.9+0.25×2）=29034樓面均布活荷載：樓面均布活荷載對辦公樓的一般房間為1.5，會議室、走廊、樓梯、門廳等處為2.0，為方便計算，此處偏安全統(tǒng)一取均布活荷載為2.02.0×（7.5×5+0.25×2）×（7.8×2+3.9+0.25×2）=15205梁、柱自重（包括梁側、梁底、柱的抹灰的重量）梁側、梁底抹灰、柱周抹灰近似按加大梁寬及柱寬考慮例：l1b×h400×650長度7.0每根重量為0.44×（0.65-0.12）×7.0×25=40.81其它梁、柱自重計算結果見下表梁柱自重表編號截面（m2）長度（m）根數(shù)每根重量（kn）L10.4×0.657.012×740.81L20.4×0.653.26×70.44×(0.65-0.12)×3.2×25=18.66L30.4×0.657.520×70.44×(0.65-0.12)×7.5×25=43.73L0.40×0.67.520×70.44×0.60-0.12×7.5×25=39.6Cl10.3×0.63.9250.44×(0.6-0.12)×3.9×25=20.59Cl20.3×0.63.75200.44×(0.6-0.12)×3.75×25=19.8Z10.8×0.84.5240.84×0.84×4.5×25=79.38Z20.8×0.83.624×50.84×0.84×3.6×25=63.5Z30.7×0.74.5240.74×0.74×4.5×25=61.61總匯：一層主、次梁總重為：40.81×12+18.66×6+43.73×20+20.59×25+19.8×20=2387二至七層主次梁每層總重為：40.81×12+18.66×6+39.6×20+20.59×25+19.8×20=2304第一層柱總重為：79.38×24=1905第二至六層柱每層總重均為：63.5×24=1524第七層柱總重為：61.61×24=14796墻體自重本工程外墻自重應該減去門、窗洞口的重量再加上門、窗的重量，但門、窗的重量相對較小，為方便計算此處忽略計算。本方案中軸線處，軸線處窗洞的開設大致相同，因此可以取1，A軸線來近似計算，計算結果見下表：墻體每片面積（m2）片數(shù)窗戶尺寸（m×m）窗戶個數(shù)底層橫墻7.5×4.52×52.1×3.0（2.4×3.0）2×7＋(1)×2二至六層橫墻7.5×3.62×52.1×2.1（2.4×3.0）2×7＋(1)×2七層橫墻7.5×4.52×52.1×2.1（2.4×3.0）2×7＋(1)×2底層縱墻6.85×4.53.2×4.5422.1×3.0（2.4×3.0）3×21×2二至六層縱墻3.2×4.53.2×4.54×52×52.1×2.1（2.4×3.0）3×5×21×5×2七層縱墻6.85×4.53.20×4.5422.1×2.1（2.4×3.0）3×21×2墻體自重底層：（7.5×4.5×10-2.1×3.0×14-2.4×3×2）×0.25×7.5+（6.85*4.5*4+3.2*4.5*2-2.1*3.0*6-1.2*3*2）*0.25*7.5=767.81=7682—6層：（7.5×3.6×10-2.1×2.1×14-2.4×2.1×2）×0.25×7.5+（6.85*3.6*4+3.2*3.6*2-2.1*2.1*6-1.2*2.1*2）*0.25*7.5=641.93=642底層：（7.5×4.5×10-2.1×2.1×14-2.4×2.1×2）×0.25×7.5+（6.85*4.5*4+3.2*4.5*2-2.1*2.1*6-1.2*2.1*2）*0.25*7.5=850.84=851內(nèi)墻采用120㎜厚輕質隔墻，取某一標準層近似估算為（7.5*5*4+7*9.6+7.8*6）*0.9*0.35*1.5=124.74=1257荷載分層總匯頂層重力荷載代表值包括：屋面恒載，50屋面血荷載，縱橫梁自重，半層柱自重，半層墻體自重。其它層重力荷載代表值包括：樓面恒載，50樓面均布活荷載，縱橫梁自重，樓面上，下各半層的柱及縱、橫墻體自重，將前述分項荷載相加，得集中于各層樓面的重力荷載代表值如下：第七層：G7=4119+50﹪×266+2304+1479/2+851+125=8272第六層：G6==2903+50﹪×1520+2304+1479/2+1524/2+642+125=8236第五層：G5==2903+50﹪×1520+2304+1524+642+125=8258第四層：G4==8258第三層：G3==8258第二層：G2==8258第一層：G1==2903+50﹪×1520+2387+1524/2+1905/2+78+125=8658五水平地震力作用下框架側移計算1橫梁線剛度混凝土C30，EC=3×107在框架結構中，現(xiàn)澆樓面可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側移。為考慮這一有效作用，再計算梁的截面慣性矩時，對邊框架梁I=1.5I0，（I0為梁的有效翼緣）中框架梁I=2.0I0橫梁線剛度計算結果見下表梁號截面跨度慣性矩邊框架梁中框架梁L0.4×0.657.49.15×10-313.73×10-35.56×10-318.3×10-37.42×10-3L0.4×0.653.29.15×10-313.73×10-312.78×10-318.3×10-317.16×10-3L0.4×0.657.59.15×10-313.73×10-3L0.4×0.657.57.2×10-32.橫向框架側移剛度Ｄ值柱線剛度列于下表柱線剛度柱號截面柱高度慣性矩線剛度Ｋ＝ＥＩ/h(KnZ10.8×0.84.53.4×10-322.6×104Z20.8×0.83.63.4×10-328.3×104Z30.7×0.74.52.0×10-313.3×104橫向框架柱側移剛度Ｄ值計算項項目類型層邊框架邊柱0.332444554邊框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架邊柱0.514688258∑Ｄ=1359888邊框架邊柱0.089233184邊框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架邊柱0.303793868∑Ｄ1229304邊框架邊柱0.173136354邊框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架邊柱0.480378468∑Ｄ623466３橫向框架自振周期按頂點位移法計算框架的自振周期．頂點位移法是求結構基平頻的一種近似方法．將結構按質量分布情況簡化成無限質點的懸臂直桿，到處以質點位移表示的基頻公式．這樣，只要求出結構的頂點水平位移，就可按下圖求得結構的基本周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期調整系數(shù)．考慮填充墻使框架自振周期減小的影響，?。?７５―――框架的頂點位移．在未求出框架的周期前，無法求出框架的地震力及位移，Ｔ是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假想框架頂點位移．然后由Ｔ求出Ｔ，再用Ｔ求得結構的底部剪力，進而求出框架各層剪力和結構真正的位移．橫向框架頂點位移見下表橫向框架頂點位移計算層次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.1949682361650812293040.01340.01816582582476612293040.02010.1682482583302412293040.02690.1481382584128212293040.03360.1212282584954012293040.04030.0876186585819813598880.04730.0473Ｔ＝１.７×０.５×０.１９４９＝０.５６4橫向地震作用計算由設計資料可制，建筑物場地類別為類，設計特征周期為０.３５Ｓ設計基本加速度為０.２，地震分組為第一組，查《建筑抗震設計規(guī)范》地震影響系數(shù)＝０.16T1=0.56＞1.4Tg=1.4×0.35=0.49s,應考慮頂點附加地震作用δ=0.08T1＋0.07=0.08×0.5＋0.07=0.1148結構橫向水平地震作用標準值各層橫向地震剪力計算見下表各層橫向地震作用及地震剪力層次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.501742.5063.622.582361853100.207950.132692.6353.618.982581560760.175803.253495.8843.615.382581263470.141647.194143.0733.611.78258966190.108495.724638.7923.68075344.254983.0414.54.58658389610.044201.965185.00.∑GiHi=893547KN注：表中第七層Fi中加入ΔFn5橫向框架抗震變形驗算多遇地震作用下，層間彈性位移驗算見下表，層間相對轉角均應滿足要求θe＜[θe]=1/550橫向框架抗震變形驗算層次層間剪力Vi(KN)層間剛度∑Gi(kn)層間位移層高層間相對轉角71742.506234660.002794.51/161062692.6312293040.002193.61/164353495.8812293040.002843.61/126544143.0712293040.003373.61/166834638.7912293040.003773.61/95024983.0412293040.004053.61/88715185.0013598880.003814.51/11806.縱向框架側移剛度Ｄ值橫向框架柱側移剛度Ｄ值計算項項目類型層邊框架邊柱0.332444554邊框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架邊柱0.514688258∑Ｄ=1359888邊框架邊柱0.089233184邊框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架邊柱0.303793868∑Ｄ1229304邊框架邊柱0.173136354邊框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架邊柱0.480378468∑Ｄ6234667縱向框架自振周期按頂點位移法計算框架的自振周期．頂點位移法是求結構基平頻的一種近似方法．將結構按質量分布情況簡化成無限質點的懸臂直桿，到處以質點位移表示的基頻公式．這樣，只要求出結構的頂點水平位移，就可按下圖求得結構的基本周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期調整系數(shù)．考慮填充墻使框架自振周期減小的影響，?。?７５―――框架的頂點位移．在未求出框架的周期前，無法求出框架的地震力及位移，Ｔ是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假想框架頂點位移．然后由Ｔ求出Ｔ，再用Ｔ求得結構的底部剪力，進而求出框架各層剪力和結構真正的位移．縱向框架頂點位移見下表縱向框架頂點位移層次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.1949682361650812293040.01340.01816582582476612293040.02010.1682482583302412293040.02690.1481382584128212293040.03360.1212282584954012293040.04030.0876186585819813598880.04730.0473Ｔ＝１.７×０.５×０.１９４９＝０.５６4縱向地震作用計算由設計資料可制，建筑物場地類別為類，設計特征周期為０.３５Ｓ設計基本加速度為０.２，地震分組為第一組，查《建筑抗震設計規(guī)范》地震影響系數(shù)＝０.16T1=0.56＞1.4Tg=1.4×0.35=0.49s,應考慮頂點附加地震作用δ=0.08T1＋0.07=0.08×0.5＋0.07=0.1148結構縱向水平地震作用標準值各層縱向地震剪力計算見下表各層縱向地震作用及層地震剪力剪力層次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.501742.5063.622.582361853100.207950.132692.6353.618.982581560760.175803.253495.8843.615.382581263470.141647.194143.0733.611.78258966190.108495.724638.7923.68075344.254983.0414.54.58658389610.044201.965185.00.∑GiHi=893547KN注：表中第七層Fi中加入ΔFn5縱向框架抗震變形驗算多遇地震作用下，層間彈性位移驗算見下表，層間相對轉角均應滿足要求θe＜[θe]=1/550縱向框架抗震變形驗算層次層間剪力Vi(KN)層間剛度∑Gi(kn)層間位移層高層間相對轉角71742.506234660.002794.51/161062692.6312293040.002193.61/164353495.8812293040.002843.61/126544143.0712293040.003373.61/166834638.7912293040.003773.61/95024983.0412293040.004053.61/88715185.0013598880.003814.51/1180六水平地震作用下橫向框架內(nèi)力分析選一榀中框架為計算單元，邊框架與縱向框架得計算方法，步驟與中框架相同水平地震作用下框架柱剪力和彎矩標準值柱層次HiVi∑Di∑Gi(kn)∑Gi(kKDVikyiM下M上B、C柱74.51742.506234661.848378460.0607105.70.32152.31323.6663.62692.6312293040.869793860.0646173.90.35219.16407.0253.63495.8812293040.869793860.0646225.80.35284.55528.4443.64143.0712293040.869793860.0646267.40.35337.23626.2833.64638.7912293040.869793860.0646299.60.35377.58701.2323.64983.0412293040.869793860.0646321.90.35405.59753.2514.55185.0013598881.088688250.0506262.40.36340.02613.92A、D柱74.51742.506234660.558171860.027648.10.2656.27160.1463.62692.6312293040.262303920.024766.50.112.34213.1053.63495.8812293040.262303920.024786.40.1134.19276.6743.64143.0712293040.262303920.0247114.60.1140.52327.8733.64638.7912293040.262303920.0247123.10.1145.37367.1123.64983.0412293040.262303920.0247181.90.1148.74394.3514.55185.0013598880.328476680.0351114.60.16130.96687.54注：水平地震作用下框架梁端剪力及柱端軸力標準值層次AB跨梁端剪力BC跨梁端剪力柱軸力LM左M右VbLM左M右VbNANB77.8160.1497.7033.063.9225.96225.96115.8833.0682.8267.8269.27168.9856.193.9390.55390.55200.2889.2522.9157.8302.41225.7867.123.9521.82521.82267.60156.97426.7947.8362.06275.0781.683.9635.76635.76326.03238.65671.1437.8407.63313.6192.473.9724.85724.85371.72331.12950.3927.8439.72341.51100.163.9789.32789.32404.78431.281255.0117.8736.28307.89133.873.9711.62711.62364.93565.151486.07七豎下荷載作用下橫向框架的內(nèi)力分析仍取中框架計算１荷載計算橫荷載：第七層梁的均布線荷載（恒載）ＡＢ跨屋面均布恒載傳給梁5.42×3.75=20.33KN/m橫梁自重（包括抹灰）０.４４×（０.６５－０.１２）×２５＝５.８３KN/mＣＤ跨屋面均布恒載傳給梁5.42×3.75=20.33KN/m橫梁自重(包括抹灰)0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/m第七層梁A軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6－012）×25×7.5=39.6KN次梁傳來屋面板自重：5.42×3.9×3.75=79.27KN0.44×（0.6－0.12）×25×3.9×2=41.18KN總計A軸線處集中荷載：N7A=160.05KN第七層梁B軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6—0.12）×25×7.5=39.6KN次梁傳來屋面板自重1.75×5.42×3.9×3.75=184.96KN0.44×（0.6－0.12）×25×3.9×3=61.78KN總計B軸線處集中荷載：N7B=286.34KNAB跨中集中荷載：次梁傳來屋面板自重：5.42×3.75×3.9=79.27KN次梁自重：0.44×（0.6－0.12）×25×7.5=39.6KN總計AB跨中集中荷載：N7M=118.87KN第六層六層梁的均布線荷載（恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重（包括抹灰）0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/mBC跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重(包括抹灰)0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/m第六層梁A軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6－012）×25×7.5=39.6KN次梁傳來屋面板自重：3.82×3.9×3.75=55.87KN44×（0.6－0.12）×25×3.9×2=41.18KN縱墻自重：（7.5×4.5－2.1×2.1×2）×7.5×0.25=46.74KN柱子自重：0.74×0.74×25×4.5=61.61KN總計A軸線處集中荷載：N6A=245.00KN第六層梁B軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6—0.12）×25×7.5=39.6KN次梁傳來樓面板自重1.75×3.82×3.9×3.75=97.77KN0.44×（0.6－0.12）×25×3.9×3=61.78KN柱子自重：0.74×0.74×25×4.5=61.61KN總計B軸線處集中荷載：N6B=260.76KNAB跨中集中荷載：次梁傳來樓面板自重：3.82×3.75×3.9=55.87KN次梁自重：0.44×（0.6－0.12）×25×7.5=39.6KN總計AB跨中集中荷載：N6M=95.47KN二～五層梁的均布線荷載（恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重（包括抹灰）0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/mBC跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重(包括抹灰)0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/m二～五層梁A軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6－012）×25×7.5=39.6KN次梁傳來屋面板自重：3.82×3.9×3.75=55.87KN44×（0.6－0.12）×25×3.9×2=41.18KN縱墻自重：（7.5×3.6－2.1×2.1×2）×7.5×0.25=34.09KN柱子自重：0.84×0.84×25×3.=63.50KN總計A軸線處集中荷載：N2～5A=234.24KN二～五層梁B軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.6—0.12）×25×7.5=39.6KN次梁傳來樓面板自重1.75×3.82×3.9×3.75=97.77KN0.44×（0.6－0.12）×25×3.9×3=61.78KN柱子自重：0.84×0.84×25×3.6=63.50KN總計B軸線處集中荷載：N2～5B=262.65KNAB跨中集中荷載：次梁傳來樓面板自重：3.82×3.75×3.9=55.87KN次梁自重：0.44×（0.6－0.12）×25×7.5=39.6KN總計AB跨中集中荷載：N2～5M=95.47KN第一層梁的均布線荷載（恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重（包括抹灰）0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/mBC跨樓面均布恒載傳給梁3.82×3.75=14.33KN/m橫梁自重(包括抹灰)0.44×(0.65－0.12)×25=5.83KN/m第一層梁A軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.65－0.12）×25×7.5=43.73KN次梁傳來屋面板自重：3.82×3.9×3.75=55.87KN44×（0.6－0.12）×25×3.9×2=41.18KN縱墻自重：（7.5×3.6－2.1×2.1×2）×7.5×0.25=34.09KN柱子自重：0.84×0.84×25×3.=63.50KN總計A軸線處集中荷載：N1A=238.37KN第一層梁B軸線處集中荷載：縱梁自重（包括抹灰）0.44×（0.65—0.12）×25×7.5=43.73KN次梁傳來樓面板自重1.75×3.82×3.9×3.75=97.77KN0.44×（0.6－0.12）×25×3.9×3=61.78KN柱子自重：0.84×0.84×25×3.6=63.50KN總計B軸線處集中荷載：N1B=266.78KNAB跨中集中荷載：次梁傳來樓面板自重：3.82×3.75×3.9=55.87KN次梁自重：0.44×（0.6－0.12）×25×7.5=39.6KN總計AB跨中集中荷載：N1M=95.47KN活荷載屋面均布活荷載：2.0×3.75=7.5KN/mAB跨中集中荷載：3.75×3.9×2.0=29.25KNA軸線處集中荷載：3.75×3.9×2.0=29.25KNB軸線處集中荷載：1.75×3.75×3.9×2.0=51.19KN樓面均布活荷載：2.0×3.75=7.5KN/mAB跨中集中荷載：3.75×3.9×2.0=29.25KNA軸線處集中荷載：3.75×3.9×2.0=29.25KNB軸線處集中荷載：1.75×3.75×3.9×2.0=51.19KN中框架橫荷載即活荷載見下圖所示：框架豎下荷載示意圖（1）恒載示意（2）活載示意用彎矩分配法計算框架彎矩（1）計算梁、柱轉動剛度本框架結構對稱，荷載近似對稱，因此可取半邊結構進行計算，如右圖所示計算分配系數(shù)見下表節(jié)點∑Sikμ左梁μ右梁μ上柱μ下柱74×7.42+13.3×4——0.383——0.61764×7.42+28.3×4＋13.3×4——0.1650.2670.56854×7.42+28.3×4＋28.3×4——0.1270.4360.43644×7.42+28.3×4＋28.3×4——0.1270.4360.43634×7.42+28.3×4＋28.3×4——0.1270.4360.43624×7.42+28.3×4＋28.3×4——0.1270.4360.43614×7.42+22.6×4＋28.3×4——0.1340.4070.459144×7.42+13.3×4＋34.320.2660.306——0.428134×7.42+34.32＋28.3×40.1390.1600.2240.477124×7.42+34.32＋28.3×80.1110.1280.3800.380114×7.42+34.32＋28.3×80.1110.1280.3800.380104×7.42+34.32＋28.3×80.1110.1280.3800.38094×7.42+34.32＋28.3×80.1110.1280.3800.38084×7.42+34.32＋28.3×40.1160.1340.3530.398傳遞系數(shù)遠端固定，傳遞系數(shù)為1/2，遠端滑動，傳遞系數(shù)為－1。彎矩分配恒載作用下，框架的彎矩分配計算見下頁圖，框架的彎矩見圖，活荷載作用下框架的彎矩分配見圖，框架的彎矩見圖。在豎向荷載作用下，考慮框架的梁端的塑性內(nèi)力重分布，取彎矩調配系數(shù)為0.8，調幅后，恒載及活載彎矩圖見圖及圖中括號內(nèi)數(shù)值。梁端剪力及柱軸力計算梁端剪力V=VQ+VM公式中，VQ——梁上線荷載引起的剪力，通過各種荷載作用下剪力疊加而得VM——梁端彎矩引起的剪力，VM=∑M/L=（M左—M右）/L柱軸力N=V+P公式中，V=梁端剪力P=節(jié)點集中力及柱子自重以AB跨，六七層梁在荷載作用下，梁端剪力及柱軸力計算為例七層：AB跨q1=20.33KN/m，q2=5.83KN/mp=118.87KNVq左=Vq右=20.33×7.8/4+5.83×7.8/2+118.87/2=121.82KN調幅前：Vm左=Vm右=（143.59—184.33）/7.8=—5.22KNV左=Vq左+Vq右=116.6KNV右=Vq左+Vq右=127.04KN調幅后：Vm左=Vm右=（122.05—156.68）/7.8=4.44KNV左=Vq左+Vq右=117.38KNV右=Vq左+Vq右V=126.26KNBC跨q1=20.33KN/m，q2=5.83KN/mVq左=Vq右=20.33×3.9/4+5.83×3.9/2=31.19KN六層：AB跨q1=14.33KN/m，q2=5.83KN/mp=95.47KNVq左=Vq右=14.33×7.8/4+5.83×7.8/2+95.47/2=121.82KN調幅前：Vm左=Vm右=（154.23—167.51）/7.8=--1.70KNV左=Vq左+Vq右=96.72KNV右=Vq左+Vq右=100.12KN調幅后：Vm左=Vm右=（131.10—142.38）/7.8=－1.45KNV左=Vq左+Vq右=96.97KNV右=Vq左+Vq右V=99.87KNBC跨q1=14.33KN/m，q2=5.83KN/mVq左=Vq右=14.33×3.9/4+5.83×3.9/2=25.34KN其它層梁柱剪力及軸力見下恒載作用下梁端剪力及柱軸力層次荷載引起的剪力彎矩引起的剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNTNBNTNB7121.8231.19-5.22(-4.44)0(117.38)116.60126.26(127.04)31.19277.43399.04200.15261.76698.4225.34-1.70(-1.45)096.72(96.97)100.12(99.87)25.34681.01744.51450.89514.39598.4225.34(-0.53(-0.45)096.72(96.97)98.95(98.87)25.341076.721140.22704.41767.91498.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.341472.461535.96957.901021.40398.4225.34-0.48(-0.40)096.72(96.97)98.90(98.82)25.341868.221931.721211.371274.87298.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.342263.962327.461464.861528.36198.4225.34-0.73(-0.62)096.72(96.97)99.15(99.04)25.342663.632743.011714.421793.80注：括號內(nèi)為調幅后的剪力值活荷載作用下梁端剪力及柱軸力層次荷載引起的剪力彎矩引起的剪力總剪力柱軸力?AB跨BC跨AB跨AB跨AB跨BC跨A柱B柱VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNN729.2514.63-1.57(-1.34)027.68(27.91)30.82(30.59)14.6357.1637.91629.2514.63-0.13(-0.11)029.12(29.14)29.38(29.26)14.63115.5574.59529.2514.63(-0.16(-0.13)029.09(29.12)29.41(29.38)14.63173.92111.29429.2514.63-0.17(-0.14)029.08(29.11)29.42(29.38)14.63232.28148.00329.2514.63-0.03(-0.026)029.22(29.22)29.28(29.28)14.63290.75184.60229.2514.63-0.40(-0.34)028.85(28.91)29.65(29.59)14.63349.91220.51129.2514.63-0.20(-0.17)029.05(29.08)29.45(29.42)14.63408.24257.25注：括號內(nèi)為調幅后的剪力值八內(nèi)力組合梁端內(nèi)力組合計算梁端彎矩時，控制截面為柱端，而非柱軸心，因此應采用M—V×1/2進行計算不利組合時，考慮了地震力的方向。梁跨中彎矩計算，跨間Mmax為跨中最大彎矩即為簡支條件下荷載作用下梁跨中彎矩與經(jīng)過修正后端彎矩作用下梁跨中彎矩之和。AB跨Mmax=1/8q1l2＋pl/4＋1/16q2l2－（M左+M其中，q1——跨內(nèi)均布荷載q2——跨內(nèi)三角形分布荷載P——跨內(nèi)集中荷載M——梁左、右端彎矩，取括號內(nèi)數(shù)值；注：梁截面計算所采用的跨中正彎矩不應小于按簡支梁計算的跨中彎矩的一半，如果小于應取較大值。BC跨Mmax=1/8q1l2＋1/12q2其中：q1——跨內(nèi)均布荷載q2——跨內(nèi)三角形分布荷載例如：對于第七層梁恒載作用下AB跨Mmax=1/8×5.83×7.82＋1/16×20.33×7.82＋118.87×7.8/4－（122.05+156.68）/2=214.07KN/mBC跨Mmax=1/8×5.83×3.92＋1/12×20.33×3.92=36.85KN/m活載作用下AB跨Mmax=1/16×7.5×7.82＋29.25×7.8/4－（29.33+39.75）/2=51.02KN/mBC跨Mmax=1/12×7.5×3.92=9.51KN/m第六層梁恒載作用下AB跨Mmax=1/8×5.83×7.82＋1/16×14.33×7.82＋95.47×7.8/4－（131.10+142.38）/2=148.25KN/mBC跨Mmax=1/8×5.83×3.92＋1/12×14.33×3.92=29.25KN/m活載作用下AB跨Mmax=1/16×7.5×7.82＋29.25×7.8/4－（38.89+39.74）/2=46.24KN/mBC跨Mmax=1/12×7.5×3.92=9.51KN/m其它各層的計算見表格在豎下荷載和地震力組合下的跨中最大彎矩MGE的計算，因采用數(shù)解法計算需要分段來考慮，所以采用結構力學求解器來計算。計算結果見下表九截面設計1.承載力調整系數(shù)γRE考慮地震作用時，結構構件的截面設計采用下列表達式：S≦R/γRE公式中γRE———承載力調整系數(shù)，取值見下表；S——地震作用效應或地震作用效應與其它效應的基本組合；R——結構構件的承載力。承載力調整系數(shù)γRE見下表材料結構構件受力狀態(tài)γRE鋼筋混凝土梁受彎0.75軸壓比小于0.15的柱偏壓0.75軸壓比不小于0.15的柱偏壓0.80抗震墻偏壓0.85各類構件受剪、偏拉0.85橫向框架梁的截面設計梁的控制截面如圖所示混凝土強度等級采用C30（fc=14.3N/㎜2），鋼筋采用Ⅱ級鋼筋（fy=300N/㎜2），箍筋采用Ⅰ級鋼筋（fy=210N/㎜2）。梁的正截面強度計算梁的正截面強度計算梁的斜截面強度計算a驗算截面尺寸b×h400㎜×650㎜hw=h0=615hw/b=615/400＜4(一般梁)V=0.25βCfcbh0=0.25×1.0×14.3×400×615=879.45KN>Vmaxb驗算是否需要計算配置箍筋7ftbh0=0.7×14.3×400×615=246.25KN≥V(不)當僅配箍筋時VCS=0.42ftbh0＋1.25fyv·ASV·h0/S≥Vρsvmin=0.28ft/fC梁的斜截面強度計算為防止梁在彎曲屈曲前發(fā)生剪切破壞，截面設計時，對剪力設計值進行調整如下：Vb=ηV(Mbl＋Mbr)/ln+Vgb其中Vgb—重力荷載作用下按簡支梁分析的梁端剪力設計值，Vgb=1.2[q1橫/4＋q2橫/2＋0.5（q1活/4）]ln+1.2×(P1＋0.5P2)/2計算結果見下表；ηV—剪力增大系數(shù)，對二級框架取1.2；LN—梁的凈跨，取LAB=7.8，LBC=3.9；梁的斜截面強度計算3柱的截面設計控制截面為上、下柱。混凝土采用C30,fc=14.3N/㎜2,縱筋采用Ⅱ級鋼筋fy=300N/㎜2,箍筋采用Ⅰ級鋼筋，fy=210N/㎜2.軸壓比驗算本框架結構抗震等級為二級，查《抗震設計規(guī)范》得軸壓比為0.8，由A柱內(nèi)力組合表得Nb—b=4271.25KNμC=N/Afc=4271.25×103/800×800×14.3=0.467<0.8滿足軸壓比的限值。正截面承載力計算框架結構的變形能力與框架結構的破壞機制密切相關，一般框架，梁的延性遠大與柱子，梁先屈服可使整個框架有較大的內(nèi)力重分布和能量消耗能力，極限層間位移增大，抗震性能較好。若柱形成了塑性鉸，則會伴隨產(chǎn)生極大的層間位移，危及結構承受垂直荷載的能力并可能使結構成為機動體系。因此，在框架結構設計中，應體現(xiàn)“強梁若柱”，即一，二級框架梁柱的節(jié)點處，除頂層和軸壓比小于0.15者外（因頂層和軸壓比小于0.15的柱可認為具有與梁相近的變形能力），梁、柱端彎矩應符合下述公式的要求：二級框架ΣMC>1.2ΣMb式中，ΣMC——節(jié)點上、下柱端順時針或反時針方向截面組合的彎矩設計值之和；ΣMB——節(jié)點左、右梁端順時針或反時針方向截面組合的彎矩設計值之和；地震往復作用，兩個方向的彎矩設計值均應滿足要求，當柱子考慮順時針彎矩之和時，梁應考慮反時針方向彎矩之和，反之亦然。因采用對稱配筋，所以取兩組中較大值計算配筋。由于框架結構的底層柱過早出現(xiàn)塑性屈服，將影響整個結構的變形能力。同時，隨著框架梁鉸的出現(xiàn)，由于內(nèi)力重分布，底層柱的反彎點具有較大的不確定性。因此，對一，二級框架底層柱考慮1.25的彎矩增大系數(shù)。以B柱第一層梁為例,有內(nèi)力組合表查得,ΣMC左震582.31+822.34=1489.28KN·m右震435.42+726.04=1161.46KN·m取ΣMb=1464.65KN/m柱端彎矩組合ΣMC左震870.16+619.12=1489.28KN·m右震435.42+726.04=1161.46KN·m取ΣMC=1757.58KN·m1b—1b截面M=478.06×1.25=597.58KN·m1t—1t截面M=870.16+168.45=1038.61KN·m2b—2b截面M=619.12+119.85=738.97KN·m確定最不利內(nèi)力2b—2b截面M=738.97×0.8=591.18KN·mN=334.83×0.8=267.86KN·mM=109.03KN·mN=2142.15KN·m1t—1t截面M=1038.617×0.8=830.89KN·mN=279.76×0.8=223.81KN·mM=82.88KN·mN=2417.45KN·m1b—1b截面M=597.58×0.8=478.06KN·mN=375.02×0.8=300.02KN·mM=41.94KN·mN=2512.71KN·m其它節(jié)點計算見下表節(jié)點ΣMCΣMb1.2ΣMbM上M下1984.87+178.52=1163.391132.461358.951150.42*0.8=920.34166.822619.79+161.84=781.63750.03900.04713.68*0.8=570.94149.093584.89+154.47=703.36708.05849.66641.28*0.8=513.02144.384531.80+200.40=732.20647.89777.47564.68*0.8=451.74170.235463.66+137.47=601.13570.09684.11527.66*0.8=422.13125.166370.33+194.41=561.41530.71636.85417.62*0.8=334.10175.387401.19372.44446.69446.69*0.8=357.35130.388870.16+619.12=1489.881464.651757.581038.61*0.8=830.89591.1891066.32+574.98=1641.31617.651941.181261.15*0.8=1008.92544.0310995.97+522.36=1518.331493.281791.941175.45*0.8=940.36493.1911899.00+452.58=1351.581326.871592.241059.08*0.8=847.26426.5312769.04+371.54=1140.581115.331338.4902.42*0.8=721.93348.7813286.88+620.99=907.87880.701056.84722.89*0.8=578.31267.1614522.84533.49640.19512.15169.65柱中截面采用對稱配筋,具體配筋計算見下表A柱正截面承載力計算B柱正截面承載力計算（3）斜截面承載力計算以①柱底層為例進行計算僅需按構造要求配置箍筋②柱底層：僅需按構造要求配置柱受剪截面：滿足十二、板的配筋計算樓面活荷載：板自重加上下層粉刷：砼C20，鋼筋用HPB235按彈性理論設計⑴q=1.42.0=2.8g=1.23.82=4.58g+=4.52=1.3=5.82=1.4g+q=4.58+2.8=7.83⑵計算跨度：內(nèi)跨：=（軸線間距離），邊跨：=-250=100/2⑶彎矩計算：跨中最大彎距為當內(nèi)支座固定時在g+作用下的跨中彎矩值與內(nèi)支座鉸支時在作用下的跨中彎矩之和。泊松比取0.2，支座最大負彎矩為當內(nèi)支座固定時g+q作用下支座彎矩。根據(jù)不同的支座情況，分為B1，B2，B3，B4四種區(qū)格板。沿樓蓋周邊按實際支承情況確定。例如：=3750mm=3900mm/=0.96查表m1=（0.1936+0.20.01728）（g+）+（0.04016+0.20.03648）=1.867+0.934=2.801kN·mm2=（0.01728+0.20.01936）（g+）+（0.03648+0.20.0416）=2.607kN·m==-0.05426（g+q）=-5.631kN·m==-0.0525（g+q）=-5.45kN·m對邊區(qū)格板的簡支邊，取或=0。各區(qū)格板分別算得的彎矩值列于下表：板的計算表22區(qū)區(qū)格項目B1（）B2（）B3B4L013.553.553.73.753.73.93.753.90.960.910.990.96m1（0.02556+0.2×0.02308）×5.82×3.552+（0.04016+0.2×0.03648）1.4×3.552=3.093.082.972.80m22.85（0.0159+0.2×0.02638）5.82×3.552+（0.03592+0.2×0.04468）×1.4×3.552=2.352.542.61m1/-6.66-6.11-6.12-5.63m1//0-6.11-6.12-5.63m2/-6.45-5.23-5.57-5.45m2//005.45⑷截面設計板的配筋表23B1L011003.55177.946@150188L02902.85158.736@150188B2L011003.08154.396@150180L02902.35130.886@200141B3L011002.97148.876@150188L02902.54141.466@150188B4L011002.48112.286@200141L02902.08116.296@200141100-5.63282.218@160314100-4.36218.556/8@150262100-6.66333.838@150335100-6.45323.318@150335100-5.23262.166/8@150262100-5.57279.208@160314其中:h=120㎜=0.9十