甘肅省臨夏市某四層辦公樓設(shè)計目錄TOC\o"1-3"\h\u4027第一章工程概況 5149871.1初步設(shè)計資料與計算概況準(zhǔn)備 5140311.1.1設(shè)計資料 591161.1.2框架結(jié)構(gòu)的計算簡圖 7290171.2梁、柱截面尺寸的初步確定 7248061.2.1梁尺寸的確定 721421.2.2.柱尺寸的確定 828231第二章重力荷載代表值 8111492.1.樓屋面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值: 9232762.1.1屋面： 9150182.1.2樓面（1~4層）: 9101302.1.3樓屋面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值: 9315852.2梁柱墻門窗分層分項重力荷載的計算: 9131992.2.1梁柱荷載 1098932.2.2其他荷載 105940第三章框架側(cè)移剛度的計算 12209953.1橫梁線剛度的計算 12323403.2縱梁線剛度的計算 1273153.3柱線剛度的計算： 12276353.4柱的側(cè)移剛度計算 1211313.5各層橫向柱的側(cè)移剛度計算：（D值） 13226283.5.1底層 13124883..5.2各層縱向側(cè)移剛度計算：(D值法) 1425952第四章橫向水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算 1577424.1橫向自振周期的計算 15327374.2水平地震作用及樓層地震剪力的計算 15178434.2.1結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值Geq 15178584.2.2計算水平地震影響系數(shù)∝1 16235394.2.3結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEk 16300704.3多遇水平地震作用下的位移驗算 17304914.4水平地震作用下框架內(nèi)力計算 1782724.4.1框架柱端剪力及彎矩 1741484.4.2梁端彎矩、剪力及柱軸力 1823602第五章豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計算 22191135.1計算單元的選擇確定 22224355.2荷載計算 22308555.2.1恒載作用下柱的內(nèi)力計算 2229665.2.2活載作用下柱的內(nèi)力計算 24188555.2.3恒荷載作用下梁的內(nèi)力計算 26246825.2.4活荷載作用下梁的內(nèi)力計算 28177095.3內(nèi)力計算 3020285.4梁端剪力和柱軸力的計算 36266315.4.1恒載作用下 3672645.4.2活載作用下 36226025.5橫向框架內(nèi)力組合: 37217235.1.1.結(jié)構(gòu)抗震等級: 37237195.1.2.框架梁內(nèi)力組合: 3724955第六章截面設(shè)計 44716.1框架梁 44220736.1.1四層 44201796.1.2三層 483586.1.3二層 53126616.1.4一層 58130886.2框架柱 63320126.2.1柱截面尺寸驗算 63259066.2.2柱正截面承載力計算 637556.2.3柱斜截面受剪承載力計算 6628484第七章基礎(chǔ)梁設(shè)計 67166477.1荷載統(tǒng)計 6744257.2截面設(shè)計 6729393第八章基礎(chǔ)設(shè)計 69119078.1柱下擴展基礎(chǔ)設(shè)計 6953698.1.1按持力層強度初步確定基礎(chǔ)底面尺寸 6996358.1.2抗震承載力驗算 72136858.1.3確定基礎(chǔ)高度 72222068.1.4基礎(chǔ)底板配筋 74322748.2本辦公樓基礎(chǔ)設(shè)計 75118368.2.1荷載計算 7551828.2.2確定基礎(chǔ)底面積 7610008.2.3基礎(chǔ)結(jié)構(gòu)設(shè)計（混凝土選用C30） 78第一章工程概況1.1初步設(shè)計資料與計算概況準(zhǔn)備1.1.1設(shè)計資料建筑地點：甘肅省臨夏市市區(qū)結(jié)構(gòu)形式：四層辦公樓，框架填充墻結(jié)構(gòu)。建筑介紹：占地面積1500mm左右，樓蓋與屋蓋的結(jié)構(gòu)形式均采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，此處樓板厚度應(yīng)該大于等于L/40=4200/40=105mm，約取120mm，填充墻材料采用加氣混凝土砌塊。表1-1基本風(fēng)壓雪壓表查表得50年一遇基本雪壓0.25，基本風(fēng)壓0.3（KN/m屋面活荷載（上人屋面）：2KN/㎡樓面活荷載：2KN/㎡走廊、樓梯：2.5KN/㎡門窗：門采用木門，窗為塑鋼窗。木門的單位面積重力荷載為0.2KN/m,塑鋼窗的單位面積重力荷載取0.35KN/m。地面粗糙度：B類表1-2全國各地抗震設(shè)防烈度表（節(jié)選）查表1-2得該地區(qū)抗震設(shè)防烈度為7度，設(shè)計加速度為0.1g，設(shè)計地震為第三組?？拐鸬燃墳槿壙拐?。柱網(wǎng)與層高：本辦公樓柱網(wǎng)為縱向柱距為8.4m的內(nèi)廊式小柱網(wǎng)，邊跨距為8.4m，中間跨距為3m，本結(jié)構(gòu)底層層高取3.4+0.45+0.55=5.4m，其他層高取3.3m該地區(qū)的年降水量為506m。圖1-1柱網(wǎng)布置圖1-2縱向框架組成的空間結(jié)構(gòu)圖1-3橫向框架組成的空間結(jié)構(gòu)1.1.2框架結(jié)構(gòu)的計算簡圖圖1-4框架計算簡圖此處：1.2梁、柱截面尺寸的初步確定1.2.1梁尺寸的確定本工程樓蓋和屋蓋結(jié)構(gòu)形式均采用現(xiàn)澆混凝土梁板結(jié)構(gòu)，考慮次梁作用，本設(shè)計取一區(qū)格板得到邊長比為8.4/4.2=2長邊與短邊長度之比小于等于2.0時，所以按雙向板考慮，梁截面高度一般取梁跨度的1/18至1/10。AB,CD跨：（1/18～1/10）×8400=467mm～850mm，則取梁截面高度h=800mm,截面寬度為（1/3～1/2）h取350mm,所以梁截面尺寸初定為b×h=350mm×800mm。BC跨：（1/14～1/10）×3000=215mm～375mm，則取梁截面高度h=350mm,截面寬度取350mm,所以梁截面尺寸初定為b×h=350mm×350mm。1.2.2.柱尺寸的確定框架柱的截面尺寸由柱的軸壓比限值確定，按式1-1計算：（式1-1）注：—考慮地震作用組合時的柱軸壓力增大系數(shù)?！喼顟B(tài)柱的負載面積?！趩挝唤ㄖ娣e上的重力荷載代表值，取14—為驗算截面以上樓層的層數(shù)。（式1-2）注：—框架柱軸壓比限值，本方案為三級抗震。由《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》可知，取0.9—混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值。對C30混凝土，為14.33、計算過程：對邊柱：對內(nèi)柱：所以本辦公樓柱的截面尺寸取。將上述各構(gòu)件截面尺寸統(tǒng)計如表1-3、1-4表1-3梁截面尺寸（mm）層次混凝土等級橫梁（b×h）縱梁（b×h）次梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨1-4C30350×800350×350350×800300×600表1-4柱截面尺寸（mm）層次混凝土等級b×h1-4C30500×500重力荷載代表值2.1.樓屋面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值:2.1.1屋面：5厚高聚物改性瀝青防水卷材10×0.005=0.0540厚C30細石混凝土22×0.04=0.88300厚憎水泥防水珍珠巖塊保溫層4×0.3=1.220厚1：3水泥砂漿找平17×0.02=0.34120厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土板25×0.12=3.0V型輕鋼龍骨吊頂0.25不上人屋面恒荷載：5.722.1.2樓面（1~4層）:瓷磚地面（10mm面層.20mm水泥砂漿結(jié)合層）0.5520厚1:3水泥砂漿找平層(表面用JS防水涂料)25×0.02=0.4120厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土板25×0.12=3.0V型輕鋼龍骨吊頂0.25樓面恒載:4.22.1.3樓屋面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值:上人屋面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值:2.0KN/m樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值:2.0KN/m屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值:0.25KN/m木門：0.2KN/m,塑鋼窗：0.35KN/m2.2梁柱墻門窗分層分項重力荷載的計算:2.2.1梁柱荷載梁柱根據(jù)材料容量，截面尺寸及粉刷量等計算出重力荷載,計算結(jié)果見下表.表2-1梁柱荷載層數(shù)結(jié)構(gòu)b(m)h(m)(KN/m)G(KN/m)L(m)nG(KN)G(KN)1邊橫梁0.350.8251.0518.0478.4201469.227505.67中橫梁0.350.35251.056.2343.010181.05次梁0.30.6251.055.5132.49155.13縱梁0.350.8251.0531.1397.4242747.34柱0.50.5251.126.8133.9363152.942~3邊橫梁0.350.8251.0518.0478.4201469.227357.85中橫梁0.350.35251.056.2343.010181.05次梁0.30.6251.055.5132.49155.13縱梁0.350.8251.0531.1397.4242747.34柱0.50.5251.123.3753.9363005.134邊橫梁0.350.8251.0518.0478.4201397.037157.65中橫梁0.350.35251.056.2343.010168.58次梁0.30.6251.055.5132.49133.08縱梁0.350.8251.0531.1397.4242747.34柱0.50.5251.123.3753.9363911.63注：：考慮梁柱的粉刷層重力荷載對其重力荷載的增大系數(shù)g：構(gòu)件的重力荷載值,n為構(gòu)件數(shù)量梁長度為凈長,柱長取各層層高。2.2.2其他荷載活荷載為:頂層：屋面活荷載為0.5屋面雪荷載為=1.0×0.25=0.250.25×75.9×19.9=528.644（計入重力荷載代表值計算）屋面活載為：0.5×75.9×19.9=755.205三層：2.5×190.25+2×（677.29+450.34）+2×（4×8.2）×2+2×155.75=2386.46二層：2386.46底層：2386.46-2×7.9×7.9=2261.64墻體:外墻為混凝土空心砌塊（240mm厚）,外墻面為聚苯板(0.5KN/m),內(nèi)墻面為水泥石灰砂漿（20mm厚）,則外墻單位墻面重力荷載為:0.5+8.00.24+0.0217=2.82KN/m內(nèi)墻：混凝土空心砌塊（240mm厚）,雙側(cè)為水泥石灰砂漿（20厚）,內(nèi)墻單位墻面重力荷載為:8.00.24+20.0217=2.6KN/m重力荷載代表值:頂層重力荷載代表值包括=屋面恒載+50%屋面均布活載+縱橫梁自重+半層柱自重+半層墻自重。其他層重力荷載代表值包括=樓面恒載+50%屋面均布活載+縱橫梁自重+樓面上下層柱及縱橫墻自重按上面方法疊加，則多層重力荷載代表值如表2-2所示：表2-2各質(zhì)點的重力荷載代表值質(zhì)點1234G13664.90913866.74813702.24214828.880圖2.1各層重力荷載代表值第三章框架側(cè)移剛度的計算3.1橫梁線剛度的計算表3-1橫梁線剛度層次類別1-4AB,CD8400BC30003.2縱梁線剛度的計算表3-2縱梁線剛度層次類別1-4縱梁8400現(xiàn)澆樓板中：邊框架Ib=1.5I0,中框架梁Ib=2I03.3柱線剛度的計算：表3-3柱線剛度層次2-43300141003.4柱的側(cè)移剛度計算柱的側(cè)移剛度D值按式3-1計算:D=αc12Ic/h2（式3-1）∝c：柱側(cè)移剛度修正系數(shù),按表3-4計算表3-4柱的抗側(cè)移剛度修正系數(shù)位置邊柱中柱∝簡圖K簡圖K一般層K=(i2+i4)/2icK=(i1+i2+i3+i4)/2ic∝c底層固接K=i2/icK=(i2+i4)/ic∝cK表示梁柱線剛度比。根據(jù)公式（D=∝c12Ic/h2）算出各柱的側(cè)移剛度后,將計算單元范圍內(nèi)同層所有柱的D值相加,得出3.5各層橫向柱的側(cè)移剛度計算：（D值）3.5.1底層邊框架，邊柱（4根）：K=8/3.811=2.099αc=(0.5+2.099)/(2+2.099)=0.634 Di1=αc×12×ic/h2=0.634×12×3.811×1010/41002=17248.119邊框架，中柱（4根）：K=（8+1.877）/3.811=2.592αc=(0.5+2.592)/(2+2.592)=0.673Di2=αc×12×ic/h2=0.673×12×3.811×1010/41002=18309.123中框架，邊柱（16根）：K=10.666/3.811=2.799αc=(0.5+2.799)/(2+2.799)=0.687Di3=αc×12×ic/h2=0.687×12×3.811×1010/41002=18689.996中框架，中柱（16根）K=（10.666+2.501）/3.811=3.455αc=(0.5+3.455)/(2+3.455)=0.725Di4=αc×12×ic/h2=0.725×12×3.811×1010/41002=19723.795∑D1=（17248.119+18309.123）×4+（18689.996+19723.795）×16=756849.624橫向框架梁的層間側(cè)移剛度表3-5層次1234∑Di756849.6241130556.2521130556.2521130556.252∑D1/∑D2=756849.624/1130556.252=0.670.7故該框架為規(guī)則框架.3..5.2各層縱向側(cè)移剛度計算：(D值法)3.6.1底層邊框架，邊柱（4根）K=8/3.811=2.099αc=(0.5+2.099)/(2+2.099)=0.634 Di1=αc×12×ic/h2=0.634×12×3.811×1010/41002=17248.119邊框架，中柱（16根）K=（8+1.877）/3.811=2.592αc=(0.5+2.592)/(2+2.592)=0.673Di2=αc×12×ic/h2=0.673×12×3.811×1010/41002=18309.123中框架，邊柱（4根）K=10.666/3.811=2.799αc=(0.5+2.799)/(2+2.799)=0.687Di3=αc×12×ic/h2=0.687×12×3.811×1010/41002=18689.996中框架，中柱（16根）K=（10.666+2.501）/3.811=3.455αc=(0.5+3.455)/(2+3.455)=0.725Di4=αc×12×ic/h2=0.725×12×3.811×1010/41002=19723.795∑D1=（17248.119+18689.996）×4+（18309.123+19723.795）×16=752279.148橫向框架梁的層間側(cè)移剛度表3-5層次1234∑Di752279.1481118660.6121118660.6121118660.612∑D1/∑D2=752279.148/1118660.612=0.670.7故該框架為規(guī)則框架.第四章橫向水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算4.1橫向自振周期的計算本設(shè)計質(zhì)量剛度沿高度分布均勻.基本自振周期T1按式4-1計算：T1=1.7注：uT假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值GiφTuTVGi=∑Gk（式4-2）（△u）i=VGi/∑Dij（式4-3）uT=∑（△u）k注：Dij：第i（△u）i第i層層間側(cè)移。（△u）k為第k層層間側(cè)移。s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。表4-1結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移層次Gi（）VGi（）∑Di（）△ui（）ui（）414828.88014828.8801130556.25213.1149.9313702.24228531.1221130556.25225.2136.8213866.74842397.8701130556.25237.5111.6113664.90956062.779756849.62474.174.1結(jié)構(gòu)頂點的假想位移法：T1=1.7ψT（uT）1/2=1.7×0.7×(0.1499)1/2=0.46(s) 0.464.2水平地震作用及樓層地震剪力的計算4.2.1結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值Geq本結(jié)構(gòu)h≤40m，質(zhì)量剛度沿高度分布均勻，變形以剪切變形為主，所以計算水平地震用底部剪力法Geq=0.85=0.85×56062.779=47653.362（kN）4.2.2計算水平地震影響系數(shù)∝1設(shè)防烈度為7度的αmax=0.08，Tg=0.40s。由于<<α1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.40/0.46）0.9×0.08=0.06264.2.3結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEkFek=α1Geq=0.063×47653.362=2981.005（kN）因1.4Tg=1.4×0.40=0.56s>T1=0.46s，不考慮頂部附加水平地震作用。質(zhì)點的水平地震作用：Fi=GiHiFEk/（∑GkHk）（式4-5）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為Vi=∑Fk（i=1，2，…n）（式4-6）各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算結(jié)果見表4-2表4-2各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力層次Hi（）Gi（）GiHi（）GiHi/∑GjHjFi（）Vi（）41414828.880207604.320.4051207.3071207.307310.713702.242146613.9890.286852.5672059.87427.413866.748102613.9350.200596.2012656.07514.113664.90956026.1270.109324.9302981.005∑512858.371各質(zhì)點水平地震作用分布樓層地震剪力沿房屋高度的分布見圖4-1：圖4-1水平地震作用分布層間剪力分布（具體數(shù)值見表4-2）4.3多遇水平地震作用下的位移驗算水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移：（△u）i=Vi/∑Dij（式4-7）頂點位移ui：ui=∑（△u）k（式4-8）由《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》，各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi需考慮磚填充墻抗側(cè)力作用的框架。[θe]<1/550。多遇水平地震作用下的位移驗算結(jié)果見表4-3表4-3橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi（）∑Di（）（△u）i（）ui（）hi（）θe=（△u）i/hi頂層1207.3071130556.2521.0689.17833001/309032059.8741130556.2521.8228.11033001/181122656.0751130556.2522.3496.28833001/140512981.005756849.6243.9393.93945001/1041頂層層間位移角最大，1/1041<1/550，滿足規(guī)范要求。4.4水平地震作用下框架內(nèi)力計算4.4.1框架柱端剪力及彎矩框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijVi/∑Dij（式4-9）Mbij=Vij*yh（式4-10）Muij=Vij（1-y）h（式4-11）y=yn+y1+y2+y3（式4-12）注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點高度比。y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值y2、y3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值y框架柱的反彎點高度比底層柱y1=0，y3=0。第二層柱需考慮修正值y1和y3，其它柱均無修正。例：第一層邊柱計算：=73.61各層柱端彎矩及剪力見表4-4、4-5中框架邊柱表4-4層次hi（）Vi（）∑Dij（）邊柱Dij（）Vi1（）ky（）Mbi1（）Mui1（）43.31207.3071130556.25227653.44329.532.2530.4543.85453.59933.32059.8741130556.25227653.44350.392.2530.4676.48489.78623.32656.0751130556.25227653.44364.972.2530.50107.197107.19714.12981.005756849.62418689.99673.612.7990.55165.991135.81中框架中柱表4-5層次hi（）Vi（）∑Dij（）中柱Dij（）Vi1（）ky（）Mbi1（）Mui1（）43.31207.3071130556.25230366.61232.432.7810.4548.15658.85733.32059.8741130556.25230366.61255.332.7810.4989.46593.11723.32656.0751130556.25230366.61271.342.7810.5117.714117.71414.12981.005756849.62419723.79577.693.4550.55141.00115.3644.4.2梁端彎矩、剪力及柱軸力梁端彎矩、剪力、柱軸力按式4-13~16計算：Mlb=ilb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）（式4-13）Mrb=irb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）（式4-14）Vb=（Mlb+Mrb）/l（式4-15）Ni=∑（Vlb-Vrb）k（式4-16）具體計算過程見下：四層:邊梁:走廊梁:邊柱:N=0-11.549=-11.549中柱:N=11.549-7.455=4.094三層:邊梁:走廊梁:邊柱:N=0-28.796=-28.796中柱:N=28.796-17.009=11.787二層:邊梁:走廊梁:邊柱:N=0-39.579=-39.579中柱:N=39.579-26.244=13.355一層:邊梁:走廊梁:邊柱:N=0-53.362=-53.362中柱:N=53.362-29.254=22.838將上面計算結(jié)果統(tǒng)計到表4-6梁端彎矩、剪力及柱軸力表4-6層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N453.59943.4158.411.54911.18311.18337.455-11.5494.0943133.64108.2488.428.79625.51325.513317.009-40.34515.8812183.681148.788.439.57939.36539.365326.244-79.92429.2161243.007196.8348.453.36244.28644.286329.524-133.26852.054橫向地震作用下橫向框架彎矩、剪力、軸力圖見圖4-2、4-3圖4-2橫向地震作用下框架彎矩圖第五章豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計算5.1計算單元的選擇確定取⑦號軸線橫向框架進行計算，如圖5-1所示：圖5-1框架計算簡圖計算單元寬度為8.4米，如圖6-1所示，由于房間內(nèi)布置有次梁，故直接傳給框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示，計算單元范圍內(nèi)的其余樓面荷載則通過次梁和縱梁以集中的形式傳給橫梁框架，作用于個節(jié)點上，由于縱向框架的中心線與柱的中心線不重合，因此在框架節(jié)點上還作用有集中力矩。5.2荷載計算5.2.1恒載作用下柱的內(nèi)力計算各層框架梁上的恒荷載分布如圖6-2所示：5-2各層梁上作用的恒荷載對于第4層，q1、q1：均布荷載形式橫梁自重q1=6.566q1，=2.304q2、q2：屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載與三角形荷載q2=5.72×2.1×2=24.024q2，=5.72×3=17.16P1、P2：由邊縱梁、中縱梁傳給柱的恒載，包括主梁自重+次梁自重+樓板重+女兒墻重等重力荷載，計算如下：P1=[（4.2×2.1）+（4.2+8.4）×2.1/2]×5.72+3.946×8.4/2++6.353×8.4+7.94×0.08×8.4+2×1.42×8.4=226.785P2=[（4.2×2.1）+（4.2+8.4）×2.1/2]×5.72+（2.7+4.2）×1.5×5.72+6.535×8.4+3.946×8.4/2=255.079集中力矩M1=P1e1=226.785×（0.5-0.35）/2=17.009M2=P2e2=255.079×（0.5-0.35）/2=19.131對于3層，q1：橫梁自重極其橫墻自重均布荷載q1=6.566+1.82×2.55=11.207q1，=2.304q2，q2：樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載與三角形荷載q2=4.2×2.1×2=17.64q2，=4.2×3=12.6P1、P2分別由邊縱梁、中縱梁傳遞給柱的恒載，它包括主梁自重+次梁自重+樓板重等重力荷載，計算如下：P1=[（4.2×2.1）+（4.2+8.4）×2.1/2]×4.2+3.946×8.4/2+6.535×8.4+2.54×（8.4×2.55-1.5×1.8×2）+0.4×1.5×1.8×2=206.928P2=[（4.2×2.1）+（4.2+8.4）×2.1/2]×4.2+3.946×8.4/2+6.535×8.4+1.82×8.4×2.55+（2.7+4.2）×1.5×4.2=246.531集中力矩M1=P1e1=206.928×0.075=15.52M2=P2e2=246.531×0.075=18.45（3）、對于第2-1層，q1=6.566+1.82×2.5=11.116q1，=2.304q2=4.2×2.1×2=17.64q2，=12.6P1=[4.2×2.1+（4.2+8.4）×2.1/2]×4.2+3.946×8.4/2+6.535×8.4+2.54×（8.4×2.5-1.5×1.8×2）+0.4×1.5×1.8×2=205.861P2=[4.2×2.1+（4.2+8.4）×2.1/2]×4.2+3.946×8.4/2+6.535×8.4+1.82×8.4×2.5+（2.7+4.2）×1.5=245.767集中力矩M1=P1e1=205.861×0.075=15.440M2=P2e=245.767×0.075=18.4335.2.2活載作用下柱的內(nèi)力計算各層框架梁上的活荷載分布如圖5-3所示：圖6-3各層梁上作用的活荷載對于第4層，q2=4.2×0.5=2.1q2，=3×0.5=1.5P1=P2=集中力矩M1=P1e1=11.025×0.075=0.827M2=P2e2=16.2×0.075=1.215對于第3-1層，q2=4.2×2=8.4q2，=2.5×3=7.5P1=10.5×2.1×2=44.1P2=10.5×2.1×2+6.9×1.5×2.5=69.975集中力矩M1=P1e1=44.1×0.075=3.308M2=P2e2=69.975×0.075=5.248將上述計算的荷載匯總到表6-1、6-2表6-1橫向框架恒載層次q2q2，P1P2M1M2層次q246.5662.30424.02417.16226.785255.07917.00919.131311.2072.30417.6412.6206.928246.53115.5218.451-211.1162.30417.6412.6205.861245.76715.4418.433表5-2橫向框架活載層次q2q2，P1P2M1M242.11.511.02516.20.8271.2151-38.47.544.169.9753.3085.2485.2.3恒荷載作用下梁的內(nèi)力計算各層框架梁上的恒荷載分布如圖6-4所示：圖5-4各層梁上作用的恒荷載梯形荷載和三角形荷載轉(zhuǎn)化為等效均布荷載對于第4層：梯形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載=三角形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：對于第1-3層：梯形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：三角形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：計算豎向荷載作用下各跨梁的固端彎矩對各節(jié)點編號見圖6-5圖5-5框架節(jié)點第四層：第三層：第二層(第一層)：5.2.4活荷載作用下梁的內(nèi)力計算各層框架梁上的活荷載分布如圖6-6所示：圖5-6各層梁上作用的活荷載等效均布荷載與梯形、三角形荷載的轉(zhuǎn)化。（1）、對于第4層，梯形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載=三角形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：（2）、對于第1-3層，梯形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：三角形荷載轉(zhuǎn)化為均布荷載為：計算活荷載作用下各跨梁的固端彎矩第四層：第三層：第二層(第一層)：5.3內(nèi)力計算梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結(jié)構(gòu)和荷載均對稱，故計算時可用半框架，彎矩計算如下圖所示，梁端剪力可根據(jù)梁豎向荷載引起的剪力相疊加而得，柱軸力可由梁端剪力和節(jié)點集中力疊加得到。計算柱底軸力區(qū)需考慮柱的自重。計算各節(jié)點處梁柱的彎矩分配系數(shù)節(jié)點處彎矩分配系數(shù)為具體計算如下：節(jié)點Q節(jié)點R節(jié)點M節(jié)點N節(jié)點I節(jié)點J節(jié)點E節(jié)點E圖6-7恒載作用下橫向框架彎矩的二次分配圖5-8恒載作用下彎矩圖圖5-9活載作用下橫向框架彎矩的二次分配圖6-10活載作用下彎矩圖5.4梁端剪力和柱軸力的計算5.4.1恒載作用下例：第4層：AB跨荷載剪力：VA=-VB=27.962×8.4/2=117.440彎矩剪力：VA=-VB=BC跨：荷載剪力：VB=VC=13.029×3/2=19.544彎矩剪力：VB=-VC=0A柱：N頂==226.785+117.440+0.846=345.071柱重：0.5×0.5×3.3×25=20.625N底=391.217+20.625=365.696B柱：N頂==255.079+117.440-0.846+19.544=391.217N底=391.217+20.625=411.842恒載作用下梁端剪力及柱軸力表6-3層次荷載引起的剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCVA=-VBVB=VCVAVBVB=VCN頂=N底N頂=N底4117.44019.5440.8460118.286-116.5919.544391.217411.8423113.05615.2690.9970114.053-112.0615.269765.076785.7012112.67315.2690.9350113.608-111.7415.2691137.851158.4751112.67315.2690.9630113.636-111.7115.2691510.5961536.2215.4.2活載作用下例：第4層：AB跨荷載引起的剪力：VA=-VB=1.87×8.4/2=7.854彎矩引起的剪力：VA=-VB=BC跨：荷載引起的剪力：VB=VC=0.938×3/2=1.407彎矩引起的剪力：VB=-VC=0A柱：N=11.025+7.854+0.29=19.169B柱：N=16.2+7.854-0.29+1.407=25.171恒載作用下梁端剪力及柱軸力表6-4層次荷載引起的剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCVA=-VBVB=VCVAVBVB=VCN頂=N底N頂=N底47.8541.4070.29008.144-7.5641.40719.16925.171331.4207.0320.149031.569-31.2717.03294.838133.449231.4207.0320.215031.635-31.2057.032170.052241.727131.4207.0320.144031.635-31.2767.032245.721350.0055.5橫向框架內(nèi)力組合:5.1.1.結(jié)構(gòu)抗震等級:結(jié)構(gòu)的抗震等級可根據(jù)結(jié)構(gòu)類型,地震烈度,房屋高度等因素確定,本工程的框架為三級抗震等級5.1.2.框架梁內(nèi)力組合:本工程考慮了三種內(nèi)力組合,即1.2,1.35,1.2,此外,對于本設(shè)計,與考慮地震作用組合相比較小,對結(jié)構(gòu)設(shè)計不起控制作用,故不予考慮1.2組合。圖6.6均布、梯形、三角形、集中力作用下的計算簡圖梁上設(shè)計值:=1.239.83=47.80KN/mKN/m左震時:=47.24KN>0則發(fā)生在X處=47.24KN>0右震時:＝215.91KN>0則發(fā)生在X處X=5.63m表6-4框架梁內(nèi)力組合表層

次截

面內(nèi)

力恒

SGk活

SQk地震

SEkγRE[1.2(SGk+

0.5SQk)+1.3SEk]1.35SGk

+SQk1.2SGk

+1.4SQk→←一層AM-159.7-8.0949.07-99.53-195.21-223.69-202.97V165.617.5421.9173.79131.09231.11209.29B左M-161.85-6.6282.32-68.38-228.91-225.12-203.49V166.18.0421.9174.46131.76232.28210.58B右M-1.1-1.41270.6167.22-70.47-2.90-3.30V-3.120.958.8454.97-59.77-3.31-2.48二層三層AM-144.15-8.0931.25-102.91-163.84-202.69-184.31V143.757.5625.37157.51108.04201.62183.08B左M149.616.62120.95255.5519.70208.59188.80V143.758.0425.37157.73108.26202.10183.76B右M-10.5-1.41103.0490.38-110.55-15.59-14.57V3.130.985.8786.95-80.505.135.02四層AM-30.37-7.3912.78-18.20-43.12-48.39-46.79V13.217.567.1922.308.2825.3926.44B左M22.575.9230.3352.55-6.5936.3935.37V14.518.047.1923.699.6727.6328.67B右M-0.58-2.0925.8423.73-26.66-2.87-3.62V6.010.921.5326.81-15.189.018.47注：1、M下部受拉為正，V向上為正。SQk括號內(nèi)數(shù)值表示屋面作用雪荷載時對應(yīng)的內(nèi)力。2、豎向荷載作用下（SGk、SQk）彎矩M取調(diào)幅0.8。3、上表γRE取值：M取0.75，V取0.85。表6-5橫向框架A柱彎矩和軸力組合層

次截

面內(nèi)

力恒荷載

SGk活荷載地震

SEkγRE[1.2(SGk+0.5SQk)

+1.3SEk]1.35SGk

+SQk1.2SGk

+1.4SQk|Mmax|

NNmin

MNmax

MSQk→←4柱頂M30.375.6112.7842.3217.4046.6144.3046.6117.4046.61N86.4931.547.1999.0485.02148.30147.94148.3085.02148.30柱底M71.272.251.9167.0263.2998.4688.6798.4663.2998.46N171.4931.547.19175.54161.52263.05249.94263.05161.52263.053柱頂M79.145.8522101.6655.90112.69103.16112.6955.90112.69N282.6863.0148.66352.22251.01444.63427.43444.63251.01444.63柱底M69.962.259.2577.8658.6296.7087.1096.7058.6296.70N367.6863.0148.66433.82332.61559.38529.43559.38332.61559.382柱頂M81.195.8522103.6357.87115.46105.62115.4657.87115.46N477.9694.6148.66554.86453.65739.86706.01739.86453.65739.86柱底M90.722.2523.36112.4763.88124.72112.01124.7263.88124.72N592.9694.6148.66665.26564.05895.11844.01895.11564.05895.111柱頂M68.995.8525.7195.7842.3098.9990.9898.9942.3098.99N696.01126.1470.57802.11655.321065.751011.811065.75655.321065.75柱底M34.52.9242.8579.09-10.0449.5045.4949.50-10.0449.50N793.51126.1470.57895.71748.921197.381128.811197.38748.921197.38

注：1、2、3(底)層柱軸壓比>0.15,γRE取0.8；3(頂)；4、層柱軸壓比<0.15，γRE取0.75。考慮地震荷載時取雪荷載為屋面活荷載表6-6橫向框架A柱彎矩設(shè)計值的調(diào)整（調(diào)整方法見例）層次4（未調(diào)）321截面柱頂柱底柱頂柱頂柱頂柱底柱頂柱底γRE（∑Mc＝ηc∑Mb）46.6198.46123.96106.37127.00137.19108.8956.92γREN148.30263.05444.63559.38739.86895.111065.751197.38表6-7橫向框架A柱剪力組合（kN）層

次恒載

SGk活載

SQk地震

SEkγRE[1.2(SGk+

0.5SQk)+1.3SEk]1.35SGk

+SQk1.2SGk

+1.4SQkγRE[ηc(Mcb

+Mct)/Hn]→←413.217.564.3222.1012.5625.3926.4433.20314.387.569.0728.548.5026.9727.8348.20214.287.5613.3433.173.6826.8427.7260.47116.567.5617.5840.171.3229.9230.4672.21注：V：繞柱順時針方向為正，γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn]：相應(yīng)于本層柱凈高上、下兩端的剪力設(shè)計值。表6.8橫向框架B柱彎矩和軸力組合層

次截

面內(nèi)

力恒荷載

SGk活荷載地震

SEkγRE[1.2(SGk+0.5SQk)

+1.3SEk]1.35SGk

+SQk1.2SGk

+1.4SQk|Mmax|

NNmin

MNmax

MSQk→←4柱頂M-9.77-7.6530.2517.26-41.73-20.84-22.4317.26-41.73-20.84N99.7532.0225.42128.9779.40166.68164.53128.9779.40166.68柱底M36.071.0356.1887.70-21.8549.7244.7387.70-21.8549.72N184.7532.0225.42205.47155.90281.43266.53205.47155.90281.433柱頂M75.41-5.9277.18149.82-10.7295.8882.20149.82-10.7295.88N304.5364.0553.41378.64267.55475.17455.11378.64267.55475.17柱底M55.181.03104.42162.06-55.1375.5267.66162.06-55.1375.52N389.5364.0553.41460.24349.15589.92557.11460.24349.15589.922柱頂M65.525.92120.12190.67-59.1894.3786.91190.67-59.1894.37N510.2196.0778.51617.57454.26784.85746.75617.57454.26784.85柱底M77.751.03146.81227.82-77.55105.9994.74227.82-77.55105.99N595.2196.0778.51699.17535.86899.60848.75699.17535.86899.601柱頂M49.795.9251.32104.01-2.7373.1468.04104.01-2.7373.14N737.33128.121.57791.76746.891123.501064.14791.76746.891123.50柱底M24.92.9632.8159.45-8.8036.5834.0259.45-8.8036.58N834.83128.121.57885.36840.491255.121181.14885.36840.491255.12注：1、2、3層柱軸壓比>0.15,γRE取0.8；4層柱軸壓比<0.15，γRE取0.75?？紤]地震荷載時取屋面活荷載為雪荷載表6-9橫向框架B柱彎矩設(shè)計值的調(diào)整（調(diào)整方法見例）層次4（未調(diào)）321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE（∑Mc＝ηc∑Mb）17.2687.70164.80178.27209.73250.60114.4168.36γREN128.97205.47378.64460.24617.57699.17791.76885.36表6-10橫向框架B柱剪力組合（kN）層

次恒載

SGk活載

SQk地震

SEkγRE[1.2(SGk+

0.5SQk)+1.3SEk]1.35SGk

+SQk1.2SGk

+1.4SQkγRE[ηc(Mcb

+Mct)/Hn]→←414.518.0425.4246.99-9.1927.6328.6758.53314.388.0453.4177.78-40.2627.4528.5180.97214.478.0478.51105.61-67.9027.5728.62112.57116.618.0421.5744.88-2.7930.4631.19134.13注：表中V以繞柱順時針方向為正，γRE[ηc(Mcb+Mct)/Hn]為相應(yīng)于本層柱凈高上、下兩端的剪力設(shè)計值.第六章截面設(shè)計6.1框架梁6.1.1四層梁的最不利內(nèi)力：經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下：AB跨跨間：Mmax=325.993支座A：Mmax=-148.403支座B：Mmax=136.334調(diào)整后剪力：V=123.504BC跨跨間：Mmax=44.132支座：Mmax=-30.041調(diào)整后剪力：V=25.04將支座中心處彎距換算為支座邊緣控制截面的彎距AB跨支座邊緣彎距：M==148.403γReM==111.302==136.334γRe==BC跨由于跨間最大彎距發(fā)生在左支座V==-10.557則支座邊緣彎距Mmax==γReMmax===γRe=梁正截面受彎承載力計算：抗震設(shè)計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負彎矩按矩形截面計算縱筋數(shù)量,跨中正彎矩按T形截面計算縱筋數(shù)量.AB跨：跨間最大彎矩處：按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=8400/3=2800，按梁間凈距考慮時,bf，=b+sn=350+3500-350=3500,按翼緣厚度考慮時,ho=800-35=765,hf，/ho=120/765=0.157>0.1,此種情況不起控制作用,故取bf，=2800梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB335級鋼筋，（fy=fy，=300），h0=h-a=800-35=765，因為fcbf，hf，（h0-hf，/2）=1.0×14.3×2800×120×（765-120/2）=3387.384>325.993屬第一類T形截面,下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcbf，h02）==0.014ξ=1-（1-2αs）1/2=0.014As=ξfcbf，h0/fy==1429.428ρmin=45×%=0.21%？Asmin=0.21%×300×765=482實配鋼筋422，As=1520。兩支座處：將下部跨間截面的422鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，=1520，再計算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，即支座A上部，=-0.012<0說明富裕，且達不到屈服?？山迫s=M/fy/(h0-)==508ρmin=55×%=0.262%Asmin=0.262%×350×765=702取416（As=804）支座上部As=M/fy/(h0-)==569ρmin=55×%=0.262%Asmin=0.262%×300×765=602取416（As=804）BC跨（1）、跨間最大彎矩處（右支座處）：按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=3000/3=1000，按梁間凈距考慮時,bf，=b+sn=350+8400-100-175=8475,按翼緣厚度考慮時,ho=350-35=315,hf，/ho=120/315>0.1,此種情況不起控制作用,故取bf，=3000/3=1000梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB335級鋼筋，（fy=fy，=300），h0=h-a=350-35=315，因為fcbf，hf，（h0-hf，/2）==437.58>44.132屬第一類T形截面,下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcbf，h02）==0.031ξ=1-（1-2αs）1/2=0.031As=ξfcbf，h0/fy==466ρmin=45×%=0.21%Asmin=0.21%×350×315=232實配鋼筋416，As=804。支座上部As=M/fy/(h0-)==419ρmin=55×%=0.262%Asmin=0.262%×350×315=289實配鋼筋216，As=402。為了便于施工選配416，As=804。AB跨A支座選416(As=804)，As，/As=1520/804=1.89>0.3，Bl支座選416(As=804),As，/As=1520/804=1.89>0.3，滿足梁的抗震構(gòu)造要求。AB、BC跨上部216通長布置梁斜截面受剪承載力計算：AB跨（1）、驗算截面尺寸：h0=7650.2fcbh0=0.2×1.0×14.3×350×765=765765>V=123504故截面尺寸滿足要求。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋：0.42ftbh0=0.42×1.43×350×765=1608107>V=123504故無需按計算配箍。梁端加密區(qū)長度區(qū)1.5×800=1200，取雙肢8@100.箍筋用HPB235級鋼筋（fyv=210)非加密區(qū)長度區(qū)配雙肢8@150.===0.177%滿足要求BC跨（1）、驗算截面尺寸：h0=3150.2fcbh0=0.2×1.0×14.3×350×315=315315>V=25040故截面尺寸滿足要求。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋：0.42ftbh0=0.42×1.43×350×315=662121.5>V=25040故無需按計算配箍。梁端加密區(qū)長度區(qū)1.5×350=525，取600，取雙肢8@100.箍筋用HPB235級鋼筋（fyv=210)非加密區(qū)長度區(qū)配雙肢8@150.===0.177%滿足要求6.1.2三層梁的最不利內(nèi)力：經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下：AB跨跨間：=321.132支座A：=-260.704支座B：=228.658調(diào)整后剪力：V=177.661BC跨跨間：=46496支座：=-37.395調(diào)整后剪力：V=36.449將支座中心處彎距換算為支座邊緣控制截面的彎距AB跨支座邊緣彎距M==γReM====228.658γRe==BC跨由于跨間彎距發(fā)生在左支座V==-10.557則支座邊緣彎距γReMmax=（）×0.75=γRe=（）×0.75=梁正截面受彎承載力計算：抗震設(shè)計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負彎矩按矩形截面計算縱筋數(shù)量,跨中正彎矩按T形截面計算縱筋數(shù)量.AB跨（1）、跨間最大彎矩處：按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=8400/3=2800，按梁間凈距考慮時,bf，=b+sn=350+3500-350=3500,按翼緣厚度考慮時,ho=800-35=765,hf，/ho=120/765=0.157>0.1,此種情況不起控制作用,故取bf，=2800梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB335級鋼筋，（fy=fy，=300N/mm2），h0=h-a=800-35=765，因為fcbf，hf，（h0-hf，/2）=1.0×14.3×2800×120×（765-120/2）=3387.384>321.132屬第一類T形截面,下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcbf，h02）==0.014ξ=1-（1-2αs）1/2=0.014As=ξfcbf，h0/fy==1409ρmin=45×%=0.21%Asmin=0.21%×350×765=563實配鋼筋，422(As=1520)。（2）、考慮兩支座處：將下部跨間截面的422鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，=1520，再計算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，即支座A上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcbf，h02）==-0.004<0受壓鋼筋不能屈服可近似取As=M/fy/(h0-)==893ρmin=55×%=0.262%Asmin=0.262%×350×765=702216+218.(As=911)支座Bl上部：As=M/fy/=(h0-)==783Asmin=0.262%×350×765=702416(As=804)BC跨（1）、跨間最大彎矩處：按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=3000/3=1000，按梁間凈距考慮時,bf，=b+sn=350+7000-350=7000,按翼緣厚度考慮時,ho=350-35=315,hf，/ho=120/315>0.1,此種情況不起控制作用,故取bf，=3000/3=1000梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB335級鋼筋，（fy=fy，=300N/mm2），h0=h-a=350-35=315，因為 fcbf，hf，（h0-hf，/2）==436.15>46.496屬第一類T形截面,下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcbf，h02）==0.032ξ=1-（1-2αs）1/2=0.032As=ξfcbf，h0/fy==450ρmin=45×%=0.21%Asmin=0.21%×250×365=232需配鋼筋，412As=452。為了施工方便選配416（2）、考慮兩支座處：將下部跨間截面416鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=804，再計算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，即支座上部，αs=[M-fy,As，(h0-a,)]/（fcbf，h02）==0.2<0受壓鋼筋不能屈服可近似取As=M/fy/(h0-)==520ρmin=55×%=0.262%Asmin=0.262%×350×315=289選配216+114，(As=555)AB跨A支座選218+216(As=911)，As，/As=1520/911>0.3，Bl支座選416(As=804),As，/As=1520/804>0.3，滿足梁的抗震構(gòu)造要求。AB、BC跨上部216通長布置梁斜截面受剪承載力計算：AB跨（1）、驗算截面尺寸：h0=7650.2fcbh0=0.2×1.0×14.3×350×765=765765>V=177661故截面尺寸滿足要求。。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋：0.42ftbh0=0.42×1.43×350×765=160810.65<V=177661故需按計算配箍。梁端加密區(qū)長度區(qū)1.5×800=1200，取雙肢8@100.箍筋用HPB235級鋼筋（fyv=210)非加密區(qū)長度區(qū)配雙肢8@150.===0.177%滿足要求BC跨（1）、驗算截面尺寸：h0=3150.2fcbh0=0.2×1.0×14.3×350×315=315315>V=36449故截面尺寸滿足要求。。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋：0.42ftbh0=0.42×1.43×35