某框架结构办公楼设计说明

1.绪 论

1.1 工程背景

本项目为9层钢筋混凝土框架结构体系，占地面积约为960.96 m2，总建筑面积约为8811.84 m2；层高3.6m,平面尺寸为18.3m×52.0m。采用桩基础，室内地坪为±0.000m，室外内高差0.6m。

框架梁、柱、楼面、屋面板板均为现浇。 1.1.1 设计资料

1.1.1.1 气象资料

夏季最高气温42.3C，冬季室外气温最低9C。

冻土深度25cm，基本风荷载W。=0.35kN/ m2；基本雪荷载为0.2 kN/ m2。

年降水量680mm。 1.1.1.2 地质条件

建筑场地地形平坦，地基土成因类型为冰水洪积层。自上而下叙述如下：

新近沉积层（第一层），粉质粘土，厚度0.5—1.0米，岩性特点，团粒状大孔结构，欠压密。

粉质粘土层（第二层），地质主要岩性为黄褐色分之粘土，硬塑状态，具有大孔结构，厚度约3.0米, qsk=35—40kPa。

粉质粘土层（第三层），地质岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，可塑状态，厚度3.5米， qsk=30—35kPa。

粉质粘土层（第四层），岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，硬塑状态，厚度未揭露，qsk=40—60kPa,qpk=1500—2000kPa。

不考虑地下水。 1.1.1.3 地基土指标

自然容重1.90g/cm2，液限25.5％，塑性指数9.1，空隙比0.683，

计算强度150kp/m。

1.1.1.4 地震设防烈度 7度

1.1.1.5 抗震等级 三级

1.1.1.6 设计地震分组 场地为1类一组Tg（s）=0.25s 1.1.2 材料

柱采用C30，纵筋采用HRB335，箍筋采用HPB235，梁采用C30，纵筋采用HRB335，箍筋采用HPB235。基础采用C30，纵筋采用HRB400，箍筋采用HPB235。

2

max0.16（表3.8《高层建筑结构》

）

1.2 工程特点

本工程为九层，主体高度为32.4米，属高层建筑。

高层建筑采用的结构可分为钢筋混凝土结构、钢结构、钢-钢筋混凝土组合结构等类型。根据不同结构类型的特点，正确选用材料，就成为经济合理地建造高层建筑的一个重要方面。经过结构论证以及设计任务书等实际情况，以及本建筑自身的特点，决定采用钢筋混凝土结构。

在高层建筑中，抵抗水平力成为确定和设计结构体系的关键问题。高层建筑中常用的结构体系有框架、剪力墙、框架-剪力墙、筒体以及它们的组合。高层建筑随着层数和高度的增加水平作用对高层建筑机构安全的控制作用更加显著，包括地震作用和风荷载，高层建筑的承载能力、抗侧刚度、抗震性能、材料用量和造价高低，与其所采用的机构体系又密切的相关。不同的结构体系，适用于不同的层数、高度和功能。框架结构体系是由梁、柱构件通过节点连接构成，既承受竖向荷载，也承受水平荷载的结构体系。这种体系适用于多层建筑及高度不大的高层建筑。本建筑采用的是框架机构体系，框架结构的优点是建筑平面布置灵活，框架结构可通过合理的设计，使之具有良好的抗震性能；框架结构构件类型少，易于标准化、定型化；可以采用预制构件，也易于采用定型模

板而做成现浇结构，本建筑采用的现浇结构。

由于本次设计是办公楼设计，要求有灵活的空间布置，和较高的抗震等级，故采用钢筋混凝土框架结构体系。

1.3 本章小结

本章主要论述了本次设计的工程概况、相关的设计资料、高层建筑的一些特点以及综合本次设计所确定的结构体系类型。

2.结构设计

2.1框架结构设计计算

2.1.1 工程概况

本项目为9层钢筋混凝土框架结构体系，占地面积约为960.96 m2，总建筑面积约为8811.84 m2；层高3.6m平面尺寸为18.3m×52.0m。采用桩基础，室内地坪为±0.000m，室外内高差0.6m。 框架平面同柱网布置如下图：

图2-1 框架平面柱网布置

框架梁柱现浇，屋面及楼面采用100mm厚现浇钢筋混凝土。 2.1.2 设计资料

2.1.2.1气象条件:

基本风荷载W。=0.35kN/ m2;基本雪荷载为0.2 KN/ m2。 2.1.2.2楼、屋面使用荷载：

走道：2.5kN/ m2；消防楼梯2.5kN/ m2；办公室2.0kN/ m2；机房 8.0kN/ m2，为安全考虑，均按2.5kN/ m2计算。

2.1.2.3 工程地质条件：

建筑物场地地形平坦，地基土成因类型为冰水洪积层。自上而下叙述如下：

新近沉积层（第一层），粉质粘土，厚度0.5—1.0米，岩性特点，团粒状大孔结构，欠压密。

粉质粘土层（第二层），地质主要岩性为黄褐色分之粘土，硬塑状态，具有大孔结构，厚度约3.0米, qsk30~35kPa

粉质粘土层（第三层），地质岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，可塑状态，厚度3.5米，qsk30~35kPa

粉质粘土层（第四层），岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，硬塑状态，厚度未揭露，qsk30~35kPa,qpk1500~2000kPa

不考虑地下水。

场地位1类一组Tg（s）=0.25s max0.16（表3.8《高层建筑结构》） 2.1.2.4 屋面及楼面做法：

屋面做法：20mm厚1：2水泥砂浆找平；

100～140mm厚（2%找坡）膨胀珍珠岩； 100mm厚现浇钢筋混凝土楼板； 15mm厚纸筋石灰抹灰。

楼面做饭：25mm厚水泥砂浆面层； 100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 15mm纸筋石灰抹灰 2.1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定

2.1.3.1 初估截面尺寸 (1)柱：b×h=600mm×600mm (2)梁：梁编号如下图：

L1: h=(1/12～1/8)×7800=650～975 取h=700mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×700=233～350 取b=300mm L2: h=(1/12～1/8)×2700=225～338 取h=450mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×450=130～225 取b=250mm

L3: h=(1/12～1/8)×4000=333～500 取h=450mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×450=150～225 取b=250mm L4: h=(1/12～1/8)×3600=300～450 取h=400mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×400=133～200 取b=250mm L5: h=(1/12～1/8)×2400=200～300 取h=400mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×400=133～200 取b=250mm L6: h=(1/12～1/8)×8000=667～1000 取h=700mm

b=(1/3～1/2)H=(1/3～1/2)×700=233～350 取b=300mm

图2-2 框架梁编号

2.1.3.2 梁的计算跨度

框架梁的计算跨度以上柱形心为准，由于建筑轴线与柱轴线重合，故计算跨度如下：

图2-3 梁的计算跨度

2.1.3.3 柱高度

底层柱 h=3.6+0.6+0.5=4.7m 其他层 h=3.6m

1111

图2-4 横向框架计算简图及柱编号

2.1.4 荷载计算

2.1.4.1 屋面均布恒载

二毡三油防水层 0.35 kN/ m2 冷底子有热玛蹄脂 0.05 kN/ m2 20mm厚1：2水泥砂浆找平 0.02 ×20=0.4 kN/ m2 100～140厚(2%坡度)膨胀珍珠岩 (0.1+0.14)×7/2=0.84 kN/ m2

100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/ m2 15mm厚纸筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/ m2

共计 4.38 kN/ m 屋面恒载标准值为：

（52+0.24）×（7.8×2+2.7+0.24）×4.38=4242.16 kN 2.1.4.2 楼面均布恒载 按楼面做法逐项计算

25厚水泥砂浆找平 0.025×20=0.05 kN/ m2

100厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/ m

15厚纸筋石灰抹灰 0.015×16=0.24 kN/ m2

共计 3.24 kN/ m2 楼面恒载标准值为：

（52+0.24）×（7.8×2+2.7+0.24）×3.24=3180.04 kN 2.1.4.3 屋面均布活载

计算重力荷载代表值时，仅考虑屋面雪荷载：

0.2×（52+0.24）×（7.8×2+2.7+0.24）=197.71 kN 2.1.4.4 楼面均布活荷载

楼面均布活荷载对于办公楼一般房间为22.0KN/ m2，走道、消防楼梯为2.5 kN/ m2，为计算方便，偏安全的统一取均布活荷为2.5 kN/ m2。 楼面均布活荷载标准值为：

2.5×（52+0.24）×（7.8×2+2.7+0.24）=2421.32 kN 2.1.4.5 梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱的抹灰重量） L1： b×h=0.3m×0.7m 长度7.2m

每根重量 0.7×7.2×25×（0.02×2+0.3）=42.84 kN 根数 15×2×9=270根

L2： b×h=0.25m×0.45m 长度2.1m

每根重量 0.45×2.1×25×（0.02×2+0.25）=6.85 kN 根数 15×9=135根

2

2

L3： b×h=0.25m×0.45m 长度3.4m

每根重量 0.45×3.4×25×（0.02×2+0.25）=11.09 kN 根数 16×2×9=288根

L4： b×h=0.25m×0.4m 长度3.0m

每根重量 0.4×3×25×（0.02×2+0.25）=8.7 kN 根数 8×9=72根

L5： b×h=0.25m×0.4m 长度1.8m

每根重量 0.4×1.8×25×（0.02×2+0.25）=5.22 kN 根数 8×9=72根

L6： b×h=0.3m×0.7m 长度7.4m

每根重量 0.7×7.4×25×（0.02×2+0.3）=44.03 kN 根数 4×9=36根

Z1： 截面 0.6×0.6 m2 长度4.7m

每根重量 （0.6+0.02×2）²×4.7×25=48.13 kN 根数 14×4=56根

Z2： 截面 0.6×0.6 m2 长度3.6m

每根重量 （0.6+0.02×2）²×3.6×25=36.86 kN 根数 14×4×8=448根

表2-1 梁柱自重

梁（柱）编 号 L1 L2 L3 L4 L5 L6 Z1 截面（m） 长度（m） 根数 0.3×0.7 0.25×0.45 0.25×0.45 0.25×0.4 0.25×0.4 0.3×0.7 0.6×0.6 7.20 2.1 3.4 3.0 1.8 7.40 4.7 270 135 288 72 72 36 56 2每根重量（kN） 42.84 6.85 11.09 8.70 5.22 44.03 48.13

Z2 0.6×0.6 3.6 448 36.86 2.1.4.6 墙体自重

外墙墙厚240mm，采用瓷砖贴面；内墙墙厚120mm，采用水泥砂浆抹面，内外墙均采用粉煤灰空心砌块砌筑。

单位面积外墙体重量为：7.0×0.24=1.68 kN/ m2 单位面积外墙贴面重量为：0.5 kN/ m2

单位面积内墙体重量为：7.0×0.12=0.84 kN/ m2

单位面积内墙贴面重量为（双面抹面）：0.36×2=0.72 kN/ m2

表2-2 墙体自重

墙体 每片面积（m） 3.4×4.25 2片数 16 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 重量（KN） 388.41 115.6 86.69 25.8 52.01 15.48 99.56 29.6 194.21 166.46 21.67 18.78 96.77 82.94 15.0 12.85 207.56 400.92 881.46 外 底 层 纵 墙 墙 3.0×4.30 4 1.8×4.30 4 7.4×4.00 2 内 墙 3.4×4.25 16 3.0×4.30 底 层 横 墙 外 墙 2.1×4.25 2 7.2×4.0 4 2

内 墙 外 墙 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 387.07 331.78 287.89 85.68 7.2×4.0 16 718.85 3.4×3.15 16 续表2-2 墙体 每片面积（㎡） 3.0×3.20 外 墙 片数 4 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 重量（kN） 64.51 19.2 38.71 11.52 72.11 21.46 143.94 123.38 16.13 13.82 9.68 8.29 18.03 15.45 140.37 41.76 22.23 6.12 280.62 233.86 514.48 210.48 351.69 601.08 1.80×3.20 4 其 他 层 纵 墙 内 墙 7.4×2.90 2 3.4×3.15 16 3.0×3.20 2 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 外墙墙体 外墙墙面 内墙墙体 内墙墙面 1.8×3.20 2 7.4×2.90 1 其 他 层 横 墙 外 墙 7.2×2.90 4 2.1×3.15 2 内 墙 7.2×2.90 16

2.1.4.7 荷载总汇

顶层重力荷载代表值包括屋面恒载+50%屋面雪载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重。 顶层恒载Q1：4242.16kN 顶层活载Q2：193.71kN

顶层梁自重Q3：L1+L2+L3+L4+L5+L6

=42.84×30+6.85×15+11.09×32+8.7×8+5.22×8+44.0

3×4

=2030.31kN

顶层柱自重Q4：36.86×56=2064.16kN

顶层墙自重Q5：601.08+351.69+210.48+514.48=1677.73 kN

G9'=Q1+1/2Q2+Q3+1/2Q4+1/2Q5=9759.58 kN

其他层重力荷载代表值包括楼面恒载+50%活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重。

G8'=3138.04+1/2×2421.32+42.84×30+6.85×15+11.09×32+8.7×8

+5.22×8+44.03×4+36.86×56+1677.73=10120.9 kN

G8'G7'G6'G5'G4'G3'G2'10120.9 kN

G1'=3138.04+1/2×2421.32+42.84×30+6.85×15+11.09×32+8.7×8+5

.22×8

+44.03×4+1/2×36.86×56+1/2×48.13×56=10967.52kN 门窗荷载计算

M-1、M-2采用钢框门，单位面积钢框门重量为0.4kN/ m2 M-3、M-4采用木门，单位面积木门重量为0.2 kN/ m2

C-1、C-2、C-3、C-4、C-5、C-6均采用钢框玻璃窗，单位面积钢框玻璃窗重量为0.45 kN/㎡

表2-3 门窗重量计算

层号 底层 门窗号 M-1 M-2 单位面积（m） 1.5×2.7 1.5×2.1 2数量 3 2 重量(kN) 4.86 2.52 64.35

M-3 C-1 C-2 C-4 C-5 层号 M-3 门窗号 M-4 二 至 九 层 C-2 C-3 C-4 C-5 C-6 0.9×2.4 0.9×1.8 1.0×1.8 2.4×1.8 1.8×1.8 0.9×2.4 单位面积（m） 1.5×2.4 1.0×1.8 1.5×1.8 2.4×1.8 1.8×1.8 3.0×1.8 213 2 4 18 8 14 数量 6 4 2 18 8 2 5.62 1.46 3.24 34.99 11.66 6.05 续表2-3 重量(kN) 4.32 3.24 2.43 34.99 11.66 4.86 G9=9451.98kNG8=9813.3kNG7=9813.3kN67.55 （1）底层墙体实际重量：G1=10699.07 kN （2）二至九层实际重量：

G2G3G4G5G6G7G89813.3kN G99451.98 kN

建筑物总重力荷载代表值Gi77783.76kN

i9G6=9813.3kNG5=9813.3kNG4=9813.3kNG3=9813.3kNG2=9813.3kNG1=10699.07kN2.1.5 水平地震作用下框架的侧向位移验算

2.1.5.1 横向线刚度

混凝土 C30 EC3107 kN/ m2

在框架结构中，有现浇楼面或预制板楼面。而现浇板的楼面，板可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩）。

对中框架取I=2.0I0。若为装配楼板，现浇层的楼 图2-5 质点重力荷载

值面，则边框架梁取I=1.2I0，对中框架取I=1.5I0。

横向线刚度计算见表2-4。

2.1.5.2 横向框架柱的侧移刚度D值

柱线刚度列于表2-5，横向框架柱侧移刚度D值计算见表2-6。 2.1.5.3 横向框架自振周期

按顶点位移法计算框架的自振周期。顶点位移法是求结构基本频率的一种近似方法。将结构按质量分布情况简化为无限质点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基本公式。

表2-4 横向刚度计算

表2-5 柱线刚度

柱号 Z Z1 Z2 截面 （m） 0.6×0.6 0.6×0.6 2柱高度 （m） 4.7 3.6 惯性矩 线刚度 bh34（m） I01210.8×10 10.8×10 -3-3KcEIc（kN·m） h6.89×10 9.00×10 44表2-6横向框架柱侧移刚度D值计算

项目 柱类型 层 底 边框架边柱 边框架层 中柱 KKKb(一般层) 2KcKb(底层)KcK （一般层）2+K0.5K(底层)2+KDKc12(kN/m) 2h根数 4 4 4.950.718 6.890.448 0.528 16768 19762 3.174.951.179 6.89

中框架边柱 中框架中柱 D 边框架二 边柱 至 九 边框架层 中柱 项目 柱类型 层 二 至 九 层 中框架边柱 中框架中柱 6.60.958 6.890.493 0.580 1109984 18452 21709 24 24 6.64.221.57 6.894.954.950.55 29.0(4.953.17)0.902 2Kb(一般层) 2KcKb(底层)Kc0.216 0.311 18000 25917 4 4 续表2-6 KKK （一般层）2+K0.5K(底层)2+KDKc12(kN/m) 2h根数 24 24 (6.66.6)0.733 20.268 0.375 1461660 22333 31250 (6.64.22)1.202 2D 这样，只要求出结构的顶点水平位移，就可以按下式求得结构的基本周期： T11.70T影响，取0.6；

[9]

式中0——基本周期调整系数，考虑填充墙使框架自振周期减少的

T——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位移；

T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假想框架顶点位移。然后由T求出T1，再用T1求出框架结构的底部剪力，进而求出框架各层剪力和结构真正的位移。横向框架顶点位移计算见表2-7。

表2-7 横向框架顶点位移

层次 9 8 Gi（kN） Gi（kN） Di（kN/m） 9451.98 9813.3 9451.98 19265.28 1461660 1461660 层间相对位移iGi Dii 0.3196 0.3131 0.0065 0.0132

7 6 5 4 3 2 1 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 10699.07 29078.58 38891.88 48705.18 58518.48 68331.78 78145.08 88844.15 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1109984 0.0199 0.0266 0.0333 0.0400 0.0467 0.0534 0.0800 0.2999 0.28 0.2534 0.2201 0.1801 0.1334 0.0800 T11.70T=1.7×0.6×0.31960.577

2.1.5.4 横向地震作用计算

在I类场地，6度设防区，设计地震分组为第二组情况下，结构的特征周期Tg=0.25s，水平地震影响系数最大值max[6]=0.16。

由于T1=0.577＞Tg=1.4×0.25=0.35（s），应考虑顶点附加地震作用。

GiHiFEK分配给各层，按底部剪力法求得的基底剪力，若按FiGiHi则水平地震作用呈倒三角形分布。

对一般层，这种分布基本符合实际。但对结构上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对于周期比较长的结构相差更大。地震的宏观震害也表明，结构上部往往震害很严重。因此，n即顶部附加地震作用系数考虑顶部地震力的加大。n考虑了结构周期和场地的影响。且修正后的剪力分布与实际更加吻合。

n=0.08T1+0.01=0.08×0.577+0.01=0.0562

结构横向总水平地震作用标准值：

FEK=（Tg/ T1）×max×0.85Gi

i17=（0.25/0.850）0.9×0.16×0.85×88844.15=5691.88kN 顶点附加水平地震作用：

Fn=nFEK=0.068×5681.88=387.05kN

各层横向地震剪力计算见表2-8，表中：

FiGiHiFEK(1n)

jGHjj17横向框架各层水平地震作用和地震剪力见图2-6。

表2-8 各层横向地震作用及楼层地震剪力

层次 9 8 7 6 5 4 3 2 1 hi（m） 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 6.5 Hi （m） 33.5 29.9 26.3 22.7 19.1 15.5 11.9 8.3 4.7 Gi （kN） 9451.98 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 9813.3 10669.07 GiHikNm GiHi GHjj17Fi （kN） 1402.836 940.1 827.29 714.48 601.66 488.85 376.04 268.6 161.16 Vi （kN） 1402.36 2342.46 3169.75 3884.23 4485.89 4974.74 5350.78 5619.38 5780.54 j316641 293418 258090 222762 187434 152106 116778 81450 50145 0.189 0.175 0.154 0.133 0.112 0.091 0.070 0.050 0.030 注：表中第9层Fi中加入了Fn，其中Fn =387.05kN。

1042.361042.36940.12342.46827.293169.75714.483884.23601.664485.89488.85376.045350.78268.65619.38161.165780.544974.74

图2-6 横向框架各层水平地震作用和地震剪力

2.1.5.5 横向框架抗震变形验算 详见表2-9。

表2-9 横向框架抗震变形验算

层间剪力Vi 层间刚度Di 层间位移（kN） 1402.36 2342.46 3169.75 3884.23 4485.89 4974.74 5350.78 5619.38 5780.54 （kN） 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1461660 1109984 Vi层次 Di 层高 hi （m） 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 4.7 层间相对弹性转角e 1/3750 1/2250 1/1659 1/1353 1/1173 1/1058 1/983 1/938 1/691 （m） 0.00096 0．0016 0.00217 0.00266 0.00307 0.0034 0.00366 0.00384 0.00521 9 8 7 6 5 4 3 2 1 注：层间弹性相对转角均满足要求。e＜[e]=1/450。（若考虑填充墙抗力作用为

1/550）

2.1.6 水平地震作用下横向框架的内力分析

本设计取中框架为例，柱端计算结果详见表2-10。地震作用下框架梁柱弯矩，梁端剪力及柱轴力分别见表2-11、图2-7，图2-8。

表2-10 C轴柱（边柱）柱端弯矩计算

层 层高 层间剪力Vi(kN) 次 h 9 3.6 1402.36 层间刚度 Di 1461660 Dim 22333 Vim 21 K 0.733 0.733 0.733 0.733 y (m) 0.3 M上 52.92 M下 22.68 8 3.6 2342.46 1461660 22333 36 0.4 0.45 0.45 77.76 51.84 7 3.6 3169.75 1461660 22333 48 95.04 116.82 77.76 6 3.6 3884.23 1461660 22333 59 95.58 续表2-10

层 层高 层间剪力Vi(kN) 次 h 5 3.6 4485.85 层间刚度 Di 1461660 Dim 22333 Vim K 69 0.733 0.733 0.733 0.733 0.958 y (m) 0.45 0.5 M上 136.62 136.8 M下 111.78 136.8 4 3.6 4974.74 1461660 22333 76 3 3.6 5350.78 1461660 22333 82 0.5 147.6 147.6 2 3.6 5619.38 1461660 22333 86 0.5 0.65 154.8 157.92 154.8 293.28 1 4.7 5780.54 1109984 18452 96 注：表中：yy0y1y2,3 VimVCDim/Di

M下VimyihiM上Vim1yihi

表2-11 D轴柱（中柱）柱端弯矩计算

层 层高 层间剪力 层间刚度 次 9 h 3.6 y (m) 0.4 0.45 0.45 0.5 Vi(KN) 1402.36 Di 1461660 Dim Vim 30 K 1.202 1.202 1.202 1.202 1.202 M上 M下 31250 64.8 43.2 8 3.6 2342.46 1461660 31250 50 99 134.64 149.4 81 110.16 149.4 7 3.6 3169.75 1461660 31250 68 6 3.6 3884.23 1461660 31250 83 5 3.6 4485.85 1461660 31250 96 0.5 172.8 172.8

1.202 1.202 1.202 1.57 4 3.6 4974.74 1461660 31250 106 0.5 190.8 190.8 3 3.6 5350.78 1461660 31250 115 0.5 207 207 2 3.6 5619.38 1461660 31250 120 0.5 216 212.44 216 318.66 1 4.7 5780.54 1109984 21709 113 0.6 该框架为对称结构,F轴柱与C轴柱相同，D轴柱与E轴柱相同。

52.9252.9222.68100.4451.84146.8877.76194.5895.58232.22111.78248.58136.8284.4154.8147.6302.4154.8157.92147.6136.8136.6277.7639.525.325.364.864.839.5100.4422.6877.76146.8895.04194.5877.76116.82232.2295.58136.62248.58111.78136.8284.4136.8302.4147.6154.8312.72154.8157.92147.652.9252.9286.7455.4643.29943.29955.4639.584.1131.5481134.648184.1131.54158.83101.23149.4149.4110.26158.83101.23195.42126.18172.8149.4146.21149.499.94195.42126.18221.80141.8190.8190.8172.8124.55221.80141.8242.66155.14109.8207207109.8164.97258.03242.66155.14216216207207258.03164.97261.35167.09154.8216212.44212.44216167.0995.0451.84116.82312.72261.35293.28293.28318.66318.66

图2-7 地震作用下中框架弯矩图（kN/m）

24.1012.84-12.8426.00-38.8438.67-77.5149.02-126.5359.39-185.9263.94-249.8673.2-323.0677.84-400.979.73-480.6312.84-11.2626.00-38.0838.67-79.5149.0212.8424.10-11.2652.5826.0052.58-38.0880.1038.6780.10-79.5196.4149.0212.84-12.8426.00-38.8438.67-77.5149.0296.41-126.90-126.90120.7459.3959.39120.74-188.25-188.25135.0563.9463.94135.05-259.36-259.36147.7573.273.2147.75-333.91-333.91157.1177.8477.84157.11-413.18-413.18159.1379.7379.73-492.58159.13-492.58-126.5359.39-185.9263.94-249.8673.2-323.0677.84-400.979.73-480.63

图2-8 地震力作用下框架梁端剪力及柱轴力(kN)

2.1.7 竖向荷载作用下横向框架的内力分析 仍以中框架为例进行计算。 2.1.7.1 荷载计算

a4.01/22.0m

a/l2.0/7.80.26

122310.135+0.018=0.883

第9层梁的均布线荷载 图2-9 荷载折减示意图 CD跨： 屋

面

均

布

恒

载

传

给

4.38×4.0×0.883=17.52kN/m

横梁自重（包括抹灰） （0.3+0.02×2）×0.7×25=5.95kN/m 恒载： 23.47kN/m DE跨： 屋

面

均

布

恒

载

传

给

4.38×4.0×0.883=17.52kN/m

横梁自重（包括抹灰） （0.25+0.02×2）×0.45×25=3.26kN/m恒载： 20.78kN/m 第2～8层梁均布线荷载 CD跨： 楼

面

均

布

恒

载

传

给

3.24×4.0×0.883=12.96kN/m

横梁自重（包括抹灰） （0.3+0.02×2）×0.7×25=5.95kN/m 无横墙

恒载： 18.91kN/m DE跨： 楼

面

均

布

恒

载

3.24×4.0×0.883=12.96kN/m

横梁自重（包括抹灰） （0.25+0.02×2）×0.45×25=3.26kN/m

梁

梁

梁

传

恒载： 16.22kN/m 第2～8层集中荷载：

纵梁自重（包括抹灰）： （0.25+0.02×2）×0.45×25×4.0=13.05 kN

外纵墙自重（包括抹灰）： （1.68+0.72）×3.6×（4.0-0.60）=26.68 kN

内纵墙自重： （0.84+0.72）×3.6×（4.0-0.60）=19.09 kN

柱自重（包括抹灰）： 0.64×0.64×3.6×25=36.68 kN 总计： 95.68 kN

第1层梁均布线荷载

CD跨恒载： 18.91kN/m

DE跨恒载： 16.22kN/m 第1层集中荷载：

纵梁自重（包括抹灰）： 13.05 kN 纵墙自重（包括抹灰）： 16.22 kN 柱自重（包括抹灰）： 48.13 kN 总计： 106.95 kN 活荷载计算： 屋面梁上线活荷载

q10.8834.00.51.77kN/m

楼面梁上线活荷载

q20.8834.02.58.83kN/m

边框架恒载及活荷载见图2-10。

23.47kN/m20.78kN/m23.47kN/m1.77kN/m

18.91kN/m16.22kN/m18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m18.91kN/m95.68kN8.83kN/m

18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m

18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m

18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m

18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m

18.91kN/m95.68kN8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m

8.83kN/m18.91kN/m16.22kN/m18.91kN/m106.95kN

（a）恒载示意 （b）活载示意

图2-10 框架竖向荷载示意

2.1.7.2 用弯矩分配法计算框架弯矩

竖向荷载作用下框架的内力分析，除活荷载较大的工业厂房外，对一般的工业与民用建筑可以不考虑活荷载的不利布置。这样求得的框架内力，梁跨中弯矩较考虑活荷载不利布置法求得的弯矩偏低，但当活荷载在总荷载比例较大时，可在截面配筋时，将跨中弯矩乘1.1～1.2的放大系数予以调整。

a.固端弯矩计算

1.恒荷载作用下内力计算

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表2-13。

表2-13固端弯矩计算

层数 简图 边跨框架梁 23.47kN/m顶层 121ql=23.47kN/m2 12127.82m2118.99kNgm

18.91kN/m底层 中间跨框架梁 121ql=18.91kN/m2 12127.82m295.87kNgm20.78kN/m顶层 121ql=20.78kN/m2 12122.72m212.62kNgm16.22kN/m底层 121ql=16.22kN/m2 12122.72m29.85kNgm

2.活荷载作用下内力计算

将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表2-14。

表2-14固端弯矩计算

层数 简图 1.77kN/m边跨框架梁 顶层 121ql=1.77kN/m2 12127.82m28.97kNgm8.83kN/m底层 121ql=8.83kN/m2 12127.82m244.77kNgm中间跨框架梁

1.77kN/m顶层 121ql=1.77kN/m2 12122.72m21.08kNgm121ql=8.83kN/m2 12122.72m25.36kNgm 6.696.66.66.66.66.66.66.66.68.448.448.448.448.448.448.448.448.448.83kN/m底层

b.分配系数计算

考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如图2-11。

各杆端分配系数见表2-15。

99999996.89 图2-11 半框架梁柱线刚度示意

表2-15各杆端分配系数 层号 顶层 标准层 底层 节点C各杆端分配系数 C9C8 C9D9 C8C9 C8D8 C1C2 C1D1 0.58 0.42 0.37 0.26 0.4 0.29 C8C7 C1C0 0.37 0.31 节点D各杆端分配系数 D9D8 D9C9 D8D9 D8C8 D1D2 D1C1 0.51 0.37 0.34 0.25 0.37 0.27 D9E9 D8D7 D8E8 D1D0 D1E1 0.12 0.34 0.07 0.28 0.08 c.传递系数

远端固定，传递系数为1/2； d.弯矩分配

恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图2-12，框架的弯矩图见图2-13；

活荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图2-14，框架的弯矩图见图2-15；

竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒荷载及活荷载弯矩见图2-13，图2-15中括号内数值。

上柱 0 0.37 下柱 0.58 69.01 1.13 -7.68 5.56 0.37 右梁 0.42 -118.99 49.98 0.81 -1.91 4.03 0.26 -95.87 24.93 89层 左梁 0.37 118.99 -39.36 24.99 -3.83 0.41 -1.99 99.21 0.25 95.87 -21.50 12.47 上柱 0 0.34 下柱 0.51 -54.25 -14.63 -5.28 4.98 -2.74 0.34 右梁 0.12 -12.62 12.76 -1.25 -0.65 17.74 -19.68 85.76 -85.76 -71.92 -27.28 0.07 -9.85 -6.02 2.05 0.01 0.07 -9.85 -6.02 1.17 35.47 35.47 -15.36 0.13 0.37 -29.25 -29.25 -27.13 -14.63 9.96 -2.64 0.03 0.34 9.96 -2.84 0.03 0.34 34.51 17.74 -10.75 -15.36 -10.78 层 7.32 3.66 0.09 0.26 -95.87 24.93 -6.43 2.10 7

5.39 0.02 99.57 0.25 95.87 0.57 -4.58 0.13 0.37 55.32 33.40 -88.72 -49.03 -36.73 -13.81 35.47 35.47 -9.15 -9.15 -7.68 -4.58 -21.50 -29.25 -29.25 -27.13 -14.63 5.71 4.98 5.71 -2.86 4.20 -3.22

17.74 17.74 -10.75 层 12.47

3.76 0.37 3.76 0.37 2.64 0.26 -95.87 24.93 -6.43 2.10 1.84 0.26 -95.87 24.93 6层 0.28 88.1 0.25 95.87 12.47 4.20 -3.22 -0.63 87.19 0.25 95.87 12.47 -3.21 -0.63 87.2 0.25 95.87 12.47 -3.21 -0.62 87.19 3

0.25 0.37 0.34 0.37 0.34 0.08 -14.62 0.07 -9.85 -6.02 1.17 -0.17 0.07 -9.85 -6.02 1.17 -0.17 0.07 -9.85 -6.02 1.18 -0.17 0.07 -9.85 40.14 43.24 -83.38 -32.82 -40.66 35.47 35.47 -9.15 -9.15 -4.58 2.61 0.37 -4.58 2.61 0.37 -21.50 -29.25 -29.25 -14.63 -14.63 5.71 2.86 -0.85 0.34 5.71 2.86 -0.85 0.34 17.74 17.74 -10.75 42.09 42.09 -84.18 -36.16 -36.16 -14.87 35.47 35.47 -9.15 -9.15 -4.58 -4.58 2.61 0.37 2.61 0.37 -21.50 -29.25 -29.25 -14.63 -14.63 5.71 2.86 -0.85 0.34 5.71 2.86 -0.85 0.34 17.74 17.74 -10.75 5

2.10 1.84 0.26 -95.87 24.93 -6.43 层 4.20 42.09 42.90 -84.18 -36.16 -36.16 -14.87 35.47 35.47 -9.15 -9.15 -4.57 -4.57 2.60 0.37 2.60 0.37 -21.50 -29.25 -29.25 -14.63 -14.63 5.71 2.85 -0.85 0.34 5.71 2.85 -0.85 0.34 17.74 17.74 -10.75 4

2.10 1.83 0.26 -6.43 层 4.20 42.09 42.09 -84.19 -36.17 -36.17 -14.86 -95.87 层 95.87

35.47 35.47 -9.15 -9.15 -4.58 -4.84 2.71 0.37 2.71 0.37 24.93 -6.43 2.10 1.90 0.26 -95.87 24.93 -6.81 层 2.26 0.92 0.29 -95.87 27.80 -11.62 -1.77 0.10 1.37 1层

-21.50 -29.25 -29.25 12.46 4.20 -3.22 -0.68 87.13 0.25 95.87 12.46 -3.40 0.10 88.05 0.27 95.87 -14.63 -14.63 5.71 2.85 -0.92 0.34 5.71 3.08 -0.92 0.34 -6.02 1.18 -0.19 0.07 -9.85 -6.02 1.27 0.03 0.08 -9.85 -6.88 0.06 -0.18 -16.85 17.74 17.74 -10.75 42.19 41.93 -84.12 -36.24 -36.01 -14.88 35.47 35.47 -9.68 -9.68 -4.57 -1.23 1.31 0.4 1.31 0.31 -21.50 -29.25 -29.25 -14.63 -15.91 4.52 2.85 0.14 0.37 6.15 0.14 0.14 0.28 17.74 19.18 -10.75 2

40.27 45.05 -85.32 -34.74 -38.73 -14.57 38.35 29.72 17.74 -23.23 -31.82 -24.09 13.90 0.20 -0.88 -0.59 85.27 -14.63 0.27 3.07 -0.81 -43.92 0.20 -0.61 -24.5 -2.45 -1.90 -4.84 1.90 1.47 50.70 29.29 -79.99 CD图2-12 恒载弯矩分配图

85.7699.21（79.37）27.28（21.82）（79.66）13.81（11.05）

（68.61）85.7671.92（70.98）88.7299.5733.455.3249.0336.783.38（66.70）（70.48）14.62（11.70）88.143.2440.1432.8240.6684.18（67.34）87.19（69.75）14.87（11.90）42.0942.0936.1636.1684.18（67.34）87.20（69.76）14.87（11.90）42.0942.0936.1636.1684.19（67.35）84.19（67.35）14.86（11.89）42.0942.0936.1736.17

84.1287.13（69.70）14.88（11.90）

（67.30）41.9342.1936.2436.0185.32（68.26）88.05（70.44）14.57（11.66）45.0540.2734.7438.7379.99（63.99）85.27（68.22）16.85（13.48）29.2950.743.9224.514.8612.05图2-13 恒载作用下框架弯矩图

上柱 0 0.37 下柱 0.58 5.20 8.28 -3.96 -1.10 0.12 8.54 0.37 右梁 0.42 -8.97 3.77 -1.46 -2.86 0.89 0.10 -8.53 0.26 8

9层 左梁 0.37 上柱 0 下柱 0.51 右梁 0.12 -1.08 8.97 -2.92 1.89 1.78 1.43 0.35 8.64 0.25

0.34 -4.02 -0.95 -6.7 2.45 0.49 0.48 0.34 0.11 0.07 -7.3 -1.34 0.58

2.60 8.28 -44.77 层 44.77 11.65 -4.93 -1.55 0.36 0.98 -39.26 0.26 -44.77 11.65 -4.92 -3.03 0.9 0.15 40.02 0.26 -44.77 11.65 -4.93 -3.03 0.95 0.87 -39.25 0.26 -44.77 11.65 -4.92 -3.03 8.28 5层 6层 8.28 8.28 7层 5.82 -2.01 0.72 -0.42 0.25 44.77 5.83 1.80 -1.51 -0.05 0.25 44.77 5.83 1.89 -1.52 -0.25 0.25 44.77 5.82 1.89

-6.7 2.57 -6.7 2.57 1.23 -0.34 0.34 -6.7 2.57 0.54 -6.52 2.45 0.49 -0.07 0.34 -6.7 2.57 1.28 -0.34 -0.06 0.34 0.07 -5.36 0.53 0.98 -0.57 0.34 -6.52 2.45 0.51 1.23 -0.02 -0.07 -0.02 0.34 0.07 -5.36 -0.78 1.23 -5.36 -6.7 0.98 1.23 0.20 16.56 16.56 -2.20 -2.20 -1.98 -2.15 1.39 0.37 8.28 1.39 0.37 17.37 21.88 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 -0.57 -0.12 0.34 0.07 -5.36 40.26 -13.77 -18.46 -8.04 16.56 16.56 -4.31 -4.31 0.70 -2.15 0.20 0.37 8.28 -2.15 1.24 0.37 8.28 0.20 0.37 21.43 18.58 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 40.99 -17.05 -16.31 -7.63 16.56 16.56 -4.30 -4.30 -2.16 1.24 0.37 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 19.63 19.62 40.87 -16.64 -16.59 -7.65 16.56 16.56 -4.31 -4.31 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76

-2.15 -2.15 1.24 0.37 8.28 8.28 1.24 0.37 19.62 19.62 0.95 0.87 -39.25 0.26 -44.77 11.65 -4.93 4-3.03 层 0.95 0.88 -39.25 0.26 -44.77 11.65 -4.92 3-3.02 层 0.95 0.90 -39.21 0.26 -44.77 11.65 -4.93 21.02 0.44 -39.79 0.29 1

8.96 8.28 -1.51 -0.26 0.25 44.77 5.83 1.89 -1.52 -1.26 40.86 0.25 44.77 5.83 1.89 -1.51 -0.29 0.25 44.77 5.82 -1.60 0.07 0.27 -6.7 2.78 1.28 0.10 0.37 -6.7 2.57 1.28 -0.39 0.34 -7.29 2.78 0.04 0.10 0.28 0.57 0.02 0.08 -5.36 -6.7 2.57 1.28 -0.35 -16.6 0.34 -6.7 2.57 1.39 -0.39 -0.08 0.34 0.07 -5.36 0.54 1.28 -0.36 0.34 -6.7 2.57 1.28 -0.35 -0.07 -16.6 -7.65 0.34 0.07 -5.36 0.54 1.28 -0.36 -0.07 0.34 0.07 -5.36 40.86 -16.61 -16.61 -7.65 16.56 16.56 -4.31 -4.31 -2.15 -2.15 1.24 0.37 8.28 1.24 0.37 19.62 19.62 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 16.56 16.56 -4.31 -4.31 -2.15 -2.28 1.29 0.37 8.28 1.29 0.37 19.67 19.54 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 40.84 -16.64 -16.53 -7.66 16.56 16.56 -4.55 -4.55 -2.15 -0.59 0.64 0.4 0.64 0.31 18.78 21.02 -9.85 -13.40 -13.40 -2.76 -3.20 层 2.04 41.25 -15.94 -17.77 -7.53 -44.77 层 44.77

17.91 13.88 8.28 -1.18 -2.28 0.9 12.98 -5.32 -0.86 0.03 0.65 -37.29 -10.64 6.49 0.05 -0.43 -0.26 40.67 14.58 -11.03 -3.15 -6.7 0.08 1.39 -0.36 0.06 -0.17 -0.01 0.02 -0.92 0.70 23.63 13.66 -21.2 -10.97 -8.49 CD图2-14活载弯矩分配

8.641.34（6.91）（1.07）（32.21）8.04（6.43）8.53（6.82）8.537.3（31.41）39.2640.2621.8817.3713.7718.4640.02（32.02）（32.79）7.63（6.10）40.9918.5821.4317.0516.3139.25（31.4）40.87（32.70）7.65（6.12）19.6219.6316.6416.5939.25（31.4）40.86（32.69）7.65（6.12）19.6219.6316.6116.6139.25（31.4）40.86（32.69）7.65（6.12）19.6219.6216.616.639.21（31.37）40.84（32.67）7.66（6.13）19.5419.6716.6416.5339.79（31.83）41.25（33.0）7.53（6.02）21.0218.7815.9417.7737.29（29.83）40.67（32.54）8.49（6.79）13.6623.6321.210.976.9412.05

图2-15活载作用下框架弯矩图

2.1.7.3 梁端剪力及柱轴力的计算 梁端剪力： VVqVm 式中：Vq—— 梁上均布荷载引起的剪力，V1ql； 2MM右 Vm—— 梁端弯矩引起的剪力，Vm左。

l柱轴力： NVP 式中：V—— 梁端剪力；

P—— 节点集中力及柱自重。

CD跨：八九层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。

由图2-15查得梁上均布荷载为： 第八层：q=18.91kN/m 集中荷载 95.68kN 柱自重36.86kN 第九层：q=23.47kN/m

由图2-15查得：

八层梁端弯矩： M左=88.72kN·m（70.98kN·m） M右=99.57kN·m（79.656kN·m） 九层梁端弯矩： M左=85.76kN·m（68.61kN·m） M右=99.57kN·m（79.368kN·m） 括号内为调幅的数值。

1九层梁端剪力：VqC =VqD =ql=1/2×23.47×7.8=91.53kN

285.7699.21调幅前：VmCVmD1.72kN

7.8VC=VqD +VmD=91.53-1.72=89.81kN VD=VqD -VmD=91.53+1.72=93.25kN

调幅后：VmCVmD1.38kN

VC=VqC +VmC=91.53-1.38=90.15kN VD=VqD -VmD=91.53+1.38=92.91kN

1同理可得八层梁端剪力：VqC =VqD =ql=1/2×18.91×7.8=73.75kN

288.72-99.57调幅前：VmCVmD1.39kN

7.8 VC=VqC +VmC=73.75-1.39=72.36kN VD=VqD -VmD=73.75+1.39=75.14kN 调幅后：VmCVmD1.11kN

VC=VqC +VmC=73.75-1.11=72.64kN VD=VqD -VmD=73.75+1.11=74.86kN

九层C柱柱顶及柱底轴力：N顶=VP =90.15+0=90.15kN N底=90.15+36.86=127.01kN 八层C柱柱顶及柱底轴力：N顶=90.15+73.26+95.68=258.19kN N底= 258.19+36.86=295.05kN 其他层梁端剪力及柱轴力计算见表2-16，表2-17。 3.1.8 内力组合

3.1.8.1 框架梁内力组合

在恒载和活载作用下，跨间Mmax可以近似取跨中的M代替：

MM右1Mmaxql2左

82式中 M左、M右——梁左、右端弯矩，见图2-13、2-15括号内数值。

11跨中M若小于ql2应取M＝ql2

1616在竖向荷载与地震组合时，跨间最大弯矩MGC采用数解法计算，如图2-16所示。

MEE左震qMGEEREMEEMGE2l1/8qMEFFMGFRFMGFMEFqlqllM左+M右M左/M右/-1/2ql221/2qlM左-M右l==X1++1/2ql2+-1/2ql2M左-M右l++-V右/V左+-V右V左+/

图2-16 框架梁内力组合图 图2-17 调幅前后剪力值变化

图中 MGC、MGD——重力荷载作用下梁端的弯矩； MEC、MCD——水平地震作用下梁端的弯矩

RC、RD——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力。

ql1对RD作用点取矩： RC＝-(MGD - MGC+MEC +MED)

2l

qx2x处截面弯矩为： M=RCx-- MGC+ MEC 2dR由M=0,可求得跨间Mmax的位置为x1=C

qdx将x1代入任一截面x处的弯矩表达式,可得跨间最大弯矩为： Mmax=MGC= RA- MGC+ MEC

2q2qx2=- MGC+ MEC

2当右震时公式中MEC、MED反号。

MGC及x1的具体数据见表2-18 ,表中RC、MGC、x1均有两组数据。

表2-18 MGE及x1值计算

项目 跨 9 CD 跨 8 7 6 5 4 3 2 1 9 DE 跨 8 7 6 5 4 3 2 1

1.2（恒+活） 1.3地震 q （kN/m） 29.23 MGC （kN/m） 86.42 104.02 99.25 99.65 99.65 99.66 99.58 101.01 94.69 26.83 17.12 17.70 17.95 17.95 17.94 17.96 17.60 20.25 MGD （kN/m） 99.39 114.57 104.25 103.32 103.32 103.32 103.25 104.33 101.38 26.83 17.12 17.70 17.95 17.95 17.94 17.96 17.60 20.25 MEC （kN/m） 68.80 130.57 190.44 252.95 301.86 323.15 369.72 393.12 406.54 32.89 72.10 109.33 131.60 164.81 184.34 201.68 214.46 217.22 MED （kN/m） 51.35 112.76 171.0 205.83 254.05 288.34 315.46 335.44 339.76 32.89 72.10 109.33 131.60 164.81 184.34 201.68 214.46 217.22 27.99 26.0 24.76

续表2-18

项目 跨 9 8 CD 跨 7 6 5 4 3 2 1 9 DE 跨 8 7 6 5 4 3 2 1 2.7 7.8 l （kN/m） RC （kN/m） 96.93/105.58 76.57/112.29 62.12/129.47 49.87/141.96 37.42/154.41 30.30/161.53 20.85/171.00 15.33/176.24 12.62/179.70 10.74/39.59 -19.98/74.15 -47.56/101.30 -64.05/117.61 -88.66/142.22 -103.12/156.69 -115.97/169.52 -125.43/179.25 -127.48/179.33 x1 （kN/m） 3.32/3.61 2.74/4.01 2.22/4.63 1.78/5.07 1.34/5.52 1.08/5.77 0.74/6.11 0.55/6.30 0.45/6.42 0.41/1.52 -0.81/2.99 -1.92/4.09 -2.59/4.75 -3.58/5.74 -4.16/6.33 -4.68/6.85 -5.07/7.24 -5.15/7.24 MGE （kN/m） 173.69/203.65 112.57/235.79 73.93/304.44 48.10/363.67 28.68/429.58 20.06/469.75 11.44/526.02 7.52/558.17 9.54/583.54 27.92/30.14 54.98/54.98 91.63/91.63 113.9/113.9 146.86/146.86 166.4/166.4 183.72/183.72 196.86/196.86 196.97/196.97

梁内力组合见表2-19

表2-19 梁内力组合表

层位荷载类别 内力 恒载 ① M V -68.61 活载 ② -6.82 ③ 竖向荷载与地震力组合 ② -91.88 117.83 -104.92 121.57 -27.68 37.01 134.82 12.50 -129.15 135.20 -140.69 138.57 -22.26 42.97 131.66 14.50 -124.87 135.99 3③ -17.65 -155.19 129.00 次 置 地震荷载1.2①+1.41.2(①+0.5②)±1.C右 52.9 12.84 90.15 6.892 -79.37 93.25 -21.82 28.05 -6.91 6.91 -1.07 2.39 6.73 0.81 -31.41 D左 9 M V m39.5 12.84 -150.74 -48.04 132.74 6.06 -59.72 66.42 D右 跨中 M V 25.3 24.1 MCD 104.5 MDE 9.47 M V -70.98 203.65 173.69 30.14 26.55 27.92 -234.59 141.55 100.44 26 C右 72.64 34.31 -79.66 D左 8 M V -32.21 m86.74 26 -227.68 -2.16 144.71 54.98 -89.22 102.10 75.14 34.57 -11.05 21.9 -6.43 11.92 D右 跨中 M V 55.46 52.82 MCD 68.49 35.34 MDE 7.39 M V 4.02 235.79 112.57 91.69 -290.20 158.79 7 C右 -66.7 -32.02 73.26 34.34 146.88 38.67

M V -70.48 -32.79 m131.54 38.67 D左 -130.48 137.62 -22.58 42.97 131.37 13.66 -124.77 136.11 -275.25 66.75 160.24 91.63 304.44 153.31 -127.03 137.56 73.93 -352.60 172.42 续表2-19 74.36 34.56 -11.7 21.9 -6.1 11.92 D右 跨中 M V 84.1 80.1 MCD 75.22 29.36 MDE 7.39 M V -67.34 3.42 -31.4 194.58 49.02 6 C右 73.44 34.27 -69.75 D左 M V -32.7 m158.33 49.02 -129.48 137.48 -22.85 42.97 132.1 13.66 -124.77 136.11 -129.48 137.48 -22.85 42.97 138.72 12.86 -309.15 102.51 173.48 113.65 363.67 202.11 -149.55 158.77 48.10 -401.40 185.90 74.14 34.65 -11.9 -6.12 21.9 11.92 6 D右 跨中 M V 101.23 96.41 MCD 75.27 29.84 MDE 7.39 M V -67.34 3.42 -31.4 232.12 59.39 C右 73.44 34.27 -69.76 -32.69 D左 5 M V m195.42 59.39 -357.37 150.72 186.97 146.86 429.58 -182.77 190.39 28.68 74.14 34.65 -11.9 -6.12 21.9 11.92 D右 跨中 M V 126.78 120.74 MCD 75.26 34.58 MDE 7.39 2.85

M V 67.35 -31.4 73.47 34.27 -69.75 248.58 93.94 C右 36.86 136.14 -129.47 137.47 5.7 42.97 124.72 12.82 -124.68 136.11 -129.38 137.48 -22.86 42.97 122.35 12.54 -126.47 385.13 -261.17 230.85 D左 4 M V -32.69 m221.8 63.94 -391.65 185.03 192.87 194.94 469.75 270.14 -173.74 209.00 20.06 -469.30 203.85 74.13 34.65 11.89 -6.12 21.9 11.92 D右 跨中 M V 141.8 135.05 MCD 75.26 24.58 MDE 7.39 M V 2.82 C右 -67.3 -31.37 284.4 73.44 34.27 -69.7 -32.67 74.14 34.65 -11.9 -6.13 21.9 11.92 73.2 D左 3 M V m242.66 73.2 -418.7 212.22 204.92 183.72 526.02 292.11 -219.64 225.51 11.44 -494.13 续表2-19 209.93 D右 跨中 2 C右 M V 155.14 147.75 MCD 75.31 22.84 MDE 7.39 M -68.26 2.62 -31.83 302.4 V M V 73.47 34.29 -70.44 74.1 -11.66 21.9 -33 34.63 -6.02 11.92 77.84 136.17 -130.73 137.40 -22.42 42.97 m258.03 77.84 D左 2 -439.77 231.11 210.89 196.86 -232.07 237.68 D右 M V 164.97 157.11

跨中 MCD 74.46 22.58 MDE 7.39 M V -63.99 2.62 -29.83 120.96 12.54 -118.55 135.58 -127.42 138.13 -25.62 42.97 125.99 12.54 558.17 311.85 7.52 -501.22 211.96 312.72 79.73 C右 73.21 34.09 -68.22 -13.43 21.9 -32.54 D左 1 M V m261.35 79.73 -441.14 238.37 213.89 197.03 583.54 -237.41 240.30 9.54 74.43 34.87 -6.79 11.92 D右 跨中 M V 167.09 159.13 MCD 77.71 23.38 MDE 7.39 2.62 注：表中恒载和活载的组合,梁端弯矩取调幅后的数值,剪力取调幅前的较大值。图中M左、M右为调幅前弯矩值，M具体数值见表2-16、表2-17。

′左

、M

′右

为调幅后弯矩值。剪力值应取V左和V

′左

2.1.8.2 柱内力组合

框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面组合结果见表2-21、表2-22。表中系数是考虑计算截面以上各层活载不总是同时满布而对楼面均布活载的一个折减系数，称为活载按楼层的折减系数，取值见表2-20。

表2-20 活荷载按楼层的折减系数

墙,柱,基础计算截面以上的层数 计算截面以上各楼层 活荷载的折减系数

表2-21 C柱内力组合表

层位内荷载类别 竖向荷载与地震力组合 1 1.00 (0.90) 2～3 4～5 6～8 9～20 ＞20 0.85 0.70 0.65 0.60 0.55

次 置 力 恒载 ① 柱9 顶 柱底 柱顶 8 柱底 柱7 顶 柱底 柱6 顶 柱底 柱5 顶 柱底 柱4 顶 柱底 续表2-21 3 柱M 41.93 19.54 m147.6 77.67 -129.84 253.92 M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N 85.76 90.15 地震荷载③ 活载② 8.53 1.2①+1.4② 1.2(①+0.5②)±1.3③ 114.85 117.83 -90.70 162.06 70.71 367.55 -78.17 411.78 77.9 618.35 -77.99 662.59 77.98 869.28 -77.99 913.51 77.98 1120.20 -77.98 1164.43 77.98 1371.13 -78.12 1415.36 39.23 95.62 -47.32 139.855 -47.88 284.07 6.37 328.31 -60.52 457.14 38.80 501.37 -89.59 629.92 61.97 661.15 -115.33 763.21 83.03 807.45 -115.56 903.61 115.43 947.84 176.83 129.01 -106.29 173.24 154.30 385.06 -128.42 429.29 186.59 658.67 -163.37 702.89 214.15 932.89 -186.54 990.13 239.89 1246.61 -207.59 1290.84 240.12 1553.25 -240.25 1597.48 m52.92 6.892 m12.84 -55.32 -17.37 22.68 127.01 6.892 m12.84 33.4 21.88 m77.76 258.19 41.23 m38.84 -40.14 -21.43 51.84 295.05 41.23 m38.84 43.24 18.58 m95.04 427.13 75.57 m77.51 -42.09 -19.63 77.76 463.99 75.57 m77.51 42.09 19.62 m116.82 596.25 109.84 m116.53 -42.09 -19.63 95.58 633.11 109.84 m126.53 42.09 19.62 m136.62 765.37 144.11 m185.92 -42.09 -19.62 111.78 802.23 144.11 m185.92 42.09 19.62 m136.8 934.5 178.38 m249.86 -42.19 -19.64 136.8 971.36 178.38 m249.86

顶 柱底 柱顶 2 柱底 柱1 顶 柱底 N 1103.62 212.65 m323.06 M -40.27 -18.78 147.6 N 1140.48 212.65 m323.06 M 45.05 21.02 m154.8 1622.05 -74.62 1666.29 83.49 1873.04 -93.922 1917.27 54.27 2136.96 -27.55 2194.71 1031.96 1871.91 132.29 -251.47 1076.19 1916.14 -134.57 267.91 N 1272.77 246.94 m400.9 M -50.7 -23.63 154.8 N 1309.63 246.94 m400.9 M 29.29 13.66 m157.92 N 1452.93 281.03 m480.63 M -14.86 -6.94 293.28 N 1501.06 281.03 m480.63 1154.32 2196.66 126.22 -276.26 1198.55 2240.89 -161.95 248.64 1287.32 2536.95 359.27 -403.26 1345.07 2594.71 表2-22 D柱内力组合表 荷载类别 恒载 ① -71.92 121.3 49.03 158.16 活载 ② -7.3 9.3 13.77 9.3 地震荷载③ 竖向荷载与地震力组合 1.2①+1.4② 1.2(①+0.5②)±1.3③ -96.52 158.58 78.11 202.81 -69.92 454.59 63.25 498.83 -71.63 269.99 -174.92 136.50 123.26 180.73 -183.85 360.46 154.91 404.69 -233.61 84.82 -6.44 165.78 10.94 210.01 73.55 459.47 -55.69 503.70 116.45 291.54 层位内次 置 力 柱9 顶 柱底 柱顶 8 柱底 7

柱顶 M N M N M N M N M N m64.8 m11.26 43.2 m11.26 m99 -36.73 -18.46 313.74 55.79 32.82 350.6 17.05 55.79 m38.08 81 m38.08 -40.66 -16.31 m134.64 105.68 102.27 m79.51 续表2-22 7 柱M 36.16 16.54 110.16 66.55 196.52 -89.89

底 柱顶 6 柱底 柱5 顶 柱底 柱4 顶 柱底 柱3 顶 柱底 柱2 顶 柱底 柱1 顶 柱底 N M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N M N 542.64 102.27 m79.51 -36.16 -16.59 m149.4 697.4 36.16 148.84 m126.9 16.61 794.35 -66.62 1045.26 66.65 1089.49 -66.65 1340.52 66.64 1384.53 -66.64 1635.77 66.78 1680 -66.35 1931.03 64.00 1975.26 -71.35 2226.23 82.38 2270.45 -44.76 2535.66 22.19 2593.41 609.17 -247.57 761.21 247.58 805.45 -278.0 939.47 278.00 983.48 -301.40 815.89 140.87 1091.15 -140.86 1135.39 171.28 1428.92 -171.28 1472.93 194.68 149.4 734.26 148.84 m126.9 -36.16 -16.61 m172.8 889.12 195.41 m188.25 36.17 925.8 -36.17 16.6 172.8 m190.8 195.41 m188.25 -16.6 1080.83 241.98 m259.36 36.24 16.64 1105.02 1779.35 301.51 -194.57 190.8 m207 1117.69 241.98 m259.36 -36.01 -16.53 1149.25 1823.58 -322.23 215.97 1272.55 288.55 m333.91 34.74 15.94 1266.11 2134.27 320.35 -217.85 207 m216 1309.41 288.55 m333.91 -38.73 -17.77 1310.34 2178.51 -337.94 223.66 1464.24 335.1 m413.18 43.92 21.2 1421.01 2495.28 346.22 -215.38 216 1501.09 335.1 m413.18 -24.5 -10.97 m212.44 1465.23 2539.50 -312.15 1589.79 432.03 240.19 2870.5 -396.49 1667.51 381.89 m492.58 12.05 5.52 318.66 1715.64 381.89 m492.58 1647.55 2928.26 2.1.9 截面设计

2.1.9.1 承载力抗力调整系数RE

考虑地震作用时,结构构件的截面采用下面的表达式：

S≤R/RE

式中 RE——承载力抗力调整系数，取值见表2-23；

S——地震作用效应与其它荷载效应的基本组合；

R——结构构件的承载力。

注意在截面配筋时，组合表中地震力组合的内力均应乘以RE后再与静力组合的内力进行比较，挑选出最不利组合。

表2-23 承载力抗震调整系数RE

材料 结构构件 梁 钢筋 混凝土 轴压比小于0.15的柱 轴压比不小于0.15的柱 抗震墙 各类构件 受力状态 受弯 偏压 偏压 偏压 受剪、偏拉 RE 0.75 0.75 0.80 0.85 0.85 2.1.9.2 横向框架梁截面设计 a.底层框架梁

图2-18 底层梁内力示意

梁控制截面的内力如图2-18所示。图中M单位为kN·m，V的单位为kN。混凝土强度等级C30（fc =14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2）,纵筋为HRB335(fy=300N/mm2),箍筋为HPB235(fy=210N/mm2)。

按梁的跨度考虑

bfl/37800/32600mm

按梁的净距Sn考虑

bfb(4000300)

=300+3700 =4000mm 按梁翼缘高度hf'考虑，

h0=800-35=765mm

hf'/h0=100/765=0.13>0.1 图2-19 T形梁计算截面 故翼缘不受限制。

翼缘计算宽度bf'取三者中较小值，即2600mm。 判别T形梁截面类型

1fcbf'hf'(h0hf'/2)=1.0×14.3×2600×100×（765-100/2）

=2658.37kN·m〉M

属于第一类T型截面。

1.第一层框架梁的正截面强度计算（见表2-24）

2.梁的斜截面强度计算（见表2-25）

实验和理论分析证明，翼缘对提高T型截面梁的受剪承载力并不很

显著，因此，《混凝土结构设计规范》规定，在计算T形截面梁的承载力时，仍取腹板宽度b并按矩形截面计算。

为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计值进行调整如下：

VV(MblMbr)lnVGb

式中 A —— 剪力增大系数，对二级框架取1.05；

ln —— 梁的净跨，对第一层梁，lnEF＝7.2m, lnGE=2.1m；

VGb—— 梁在重力荷载作用下,按简支梁分析的梁端截面剪力设计

值,

1 VGb1.2(q恒q活)ln；

2Mbl,Mbr——分别为梁的左、右端顺时针方向或反时针方向截面

组合的弯矩值。由表2-19查得：

CD跨：

顺时针方向 Mbl=311.85kN·m Mbr= -441.14kN·m 逆时针方向 Mbl =-501.22kN·m Mbr=238.37kN·m

DE跨：

顺时针方向 Mbl=±197.03kN·m 逆时针方向 Mbr=m237.41kN·m

计算中Mbl+ Mbr取顺时针方向和逆时针方向中较大值。 剪力调整:

CD跨：

Mbl+Mbr= 311.85+441.14=752.99kN·m

＞501.22+238.37=739.59kN·m

VGb=(18.91+0.5×8.33)×1.2×7.2=99.68kN·m

DE跨：

Mbl+Mbr=197.03+237.04=434.07kN·m

VGb=(18.91+0.5×8.33)×1.2×1/2×2.1=29.07 kN·m VC右VD左=1.05×752.99/7.2+99.68=209.49 kN VD右=1.05×434.07/2.1+29.07=246.11Kn

考虑承载力抗震调整系数RE0.85

REVC右=REVD左=0.85×209.49=178.07 kN REVD右=0.85×246.11=209.19 kN

表2-25 梁的斜截面强度计算

截面 设计剪力V´（kN） 支座C右 211.96 180.17 209.49 178.07 300×665 713.21×10＞V n=2; Φ=8 50.3 100 3支座D左 213.89 181.81 209.49 178.07 300×665 713.21×10＞V n=2; Φ=8 50.3 100 33支座D右 240.30 204.26 246.11 209.19 300×465 370.91×10＞V n=2; Φ=8 50.3 80 33REV'（kN） 调整后的剪力V（kN） REV（kN） bh0 0.25fcbh0 箍筋直径Φ（mm）肢数（n） Asv1 箍筋间距S（mm） 0.056ftbh01.25fyvnAsv'sh0 335.37×10335.37×10214.59×103＞RE·V 0.335 0.204 ＞RE·V 0.335 0.204 ＜RE·V 0.402 0.204 stnAsv'bs(%) ft(%) fysmin0.025

b.标准层框架梁

图2-20 第二层框架梁内力示意

取CD跨梁，梁控制截面的内力如图2-20所示。图中M单位为kN·m，

22

V的单位为kN。混凝土强度等级C30（fc =14.3N/mm，ft=1.43N/mm）,

纵筋为HRB335(fy=300N/mm2),箍筋为HPB235(fy=210N/mm2)。

按梁的跨度考虑

bfl/37800/32600mm

按梁的净距Sn考虑

bfb(4000300)

=300+3700 =4000mm

按梁翼缘高度hf'考虑，

h0=800-35=765mm

hf'/h0=100/765=0.13>0.1 图2-21 T形梁计算截面 故翼缘不受限制。

翼缘计算宽度bf'取三者中较小值，即2600mm。 判别T形梁截面类型

1fcbf'hf'(h0hf'/2)=1.0×14.3×2600×100×（765-100/2）

=2658.37kN·m〉M

属于第一类T型截面。

1.梁的正截面强度计算（见表2-26）

2.梁的斜截面强度计算（见表2-27）

为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计

(MblMbr)值进行调整如下： VVVGb

ln由表2-19查得： CD跨：

顺时针方向 Mbl=292.11 kN·m Mbr=-439.77kN·m 逆时针方向 Mbl =-494.13kN·m Mbr=231.11kN·m

DE跨：

顺时针方向 Mbl=±196.86kN·m 逆时针方向 Mbr=m232.07kN·m

计算中Mbl+ Mbr取顺时针方向和逆时针方向中较大值。 剪力调整

CD跨：Mbl+Mbr= 292.11+439.77=731.88kN·m

＞494.13+231.11=725.24kN·m

VGb=(24.97+0.5×7.8)×1.2×7.2×1/2=99.68kN·m

DE跨： Mbl+Mbr=196.86+232.07=428.93kN·m

VGb=23.52×1.2×1/2×2.1=29.07 kN·m VC右VD左=1.05×731.88/7.2+99.68=206.41 kN VF右=1.05×428.93/2.1+29.07=243.54 kN

考虑承载力抗震调整系数RE=0.85

REVC右REVD右0.85206.41175.45kN/m

REVD右0.85243.54207.01kN/m

若调整后的剪力值大于组合表中的静力组合的剪力值,则按调整后的剪力进行斜截面计算。

根据国内对低周期反复荷载作用下的钢筋混凝土连续梁和悬臂梁受剪承载力试验，反复加载使梁的受剪承载力降低。考虑地震作用的反复性，表中静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘0.85的降低系数。

表2-27第二层梁的斜截面强度计算

截面 设计剪力V´（kN） 支座C右 209.93 178.44 206.41 175.45 300×665 713.21×10＞V n=2; Φ=8 50.3 3支座D左 210.89 179.26 206.41 175.45 300×665 713.21×10＞V n=2; Φ=8 50.3 3支座D右 237.68 202.03 243.54 207.01 250×415 370.91×10＞V n=2; Φ=8 50.3 续表2-27 3REV'（kN） 调整后的剪力（kN） REV（kN） bh0 0.2fcbh0 箍筋直径Φ（mm）肢数（n） Asv1

箍筋间距S（mm） 0.42ftbh01.25fyvnAsv'sh0100 335.37×10＞3100 335.37×10＞380 214.59×10＜3 REV (%) ft(%) fy0.335 0.204 REV 0.335 0.204 REV 0.402 0.204 stnAsv'bssmin0.25

2.1.9.3 柱截面设计 a.底层D柱截面设计

以第一，二层D柱为例，对图2-22中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ，截面进行设计。

混凝土等级为C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2

纵筋为HRB335，fy=300 N/mm2，箍筋为HPB235，fy=210 N/mm2 1.轴压比验算

表2-28 轴压比限值

类别 框架柱 框架梁 抗震等级 一 0.7 0.6 二 0.8 0.7 三 0.9 0.8 由D柱内力组合表3-15查得:

NⅠ-Ⅰ=2539.50kN

N=2539.50×103/(600×600×14.3)=0.30＜0.9 c=AfcNⅡ-Ⅱ=2870.50kN

N3

=2870.50×10/(600×600×14.3)=0.56＜0.9 c=AfcNⅢ-Ⅲ=2928.26kN

c=

N3

=2928.26×10/(600×600×14.3)=0.680＜0.9 Afc均满足轴压比的要求。

2.正截面承载力的计算

框架结构的变形能力与框架的破坏机制密切相关，一般框架梁的延性远大于柱子。梁先屈服使整个框架有较大的内力重分布和能量消耗能力，极限层间位移增大，抗震性能较好。若柱子形成了塑性铰，则会伴随产生较大的层间位移，危及结构承受垂直荷载的能力，并可能使结构成为机动体系。因此，在框架设计中，应体现“强柱弱梁”，即一、二级框架的梁柱节点处，除顶层和轴压比小于0.15者外（因顶层和轴压比小于0.15的柱可以认为具有与梁相近的变形能力）。梁、柱端弯

矩应符合下述公式的要求： 图2-22 D柱截面计算示意

图

二级框架 Mc =1.1Mb

式中 Mc——节点上、下柱端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值

之和；

Mb——节点上、下梁端逆时针或顺时针截 面组合的弯矩设计

值之和。

地震往返作用，两个方向的弯矩设计值均应满足要求，当柱子考虑顺时针弯矩之和时，梁应考虑逆时针方向弯矩之和，反之亦然。可以取两组中较大者计算配筋。

由于框架结构的底层柱过早出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力。同时，随着框架梁塑性铰的出现，由于塑性内力重分布，底层柱的反弯点具有较大地不确定性。因此，对一、二级框架底层柱底考虑1.5的弯矩增大系数。

第一层梁与D柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

Mb：左震 441.14+197.03=638.17kN·m

右震 238.37+237.41=475.78kN·m

取Mb=638.17kN·m

第一层梁与D柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-22查得

Mc：左震 346.22+312.15=658.37kN·m

右震 215.38+240.19=455.57kN·m

梁端Mb取左震，Mc也取左震：

Mc=658.37kN·m＜1.1Mb=1.1×638.17=701.99kN·m

取Mc´=701.99kN·m

将Mc和Mc´的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即I-I、II-II截面）。

346.22Mc=×（701.99-658.37）

346.22312.15=22.94 kN·m

312.15Mc=×（701.99-658.37）

346.22312.15=20.68 kN·m

Mc=346.22+22.94=369.16kN·m

Mc=312.15+20.68=332.83kN·m

对底层柱底（III-III截面）的弯矩设计值应考虑增大系数1.5。

Mc=432.03×1.5=648.05 kN·m

根据D柱内力组合表2-22，选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下：

Ⅰ-Ⅰ截面：①M=369.16×0.8=295.33kN·m N=1465.23×0.8=1172.18kN ②M=82.38kN·m N=2270.45kN

Ⅱ-Ⅱ截面：①M=332.83×0.8=266.26kN·m N=1589.79×0.8=1271.83kN ②M=45.76kN·m N=2536.66kN

Ⅲ-Ⅲ截面：①M=648.05×0.8=518.44kN·m N=1647.55×0.8=1318.04kN

②M=22.19kN·m N=2593.41kN

截面采用对称配筋，具体配筋见表2-29，表中：

M e0Nheamm取h20mm

300.5fcA11

Nll21.150.0101,当0h＜15时,取2=1.0

heei0.5has

l11(0)212

e1400ihh0N(大偏心受压)

1fcbh0Nbbh01fcb（小偏心受压） 2Ne0.45h01fcbbh01fc(0.08b)(h0as)xNe1fcbx(h0)2(大偏心受压) AsAsfy(h0as)AsAsNe(10.5)bh02fcmfy(h0as)(小偏心受压)

式中 e0—— 轴向力对截面形心的偏心距；

ea—— 附加偏心距； ei—— 初始偏心距；

1—— 偏心受压构件的截面曲率修正系数；

2—— 考虑构件长细比对构件截面曲率的影响系数；

 —— 偏心距增大系数；

e—— 轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离；

—— 混凝土相对受压区高度； As、As——受拉、受压钢筋面积。

表2-29 柱正截面受压承载力计算（底层）

截面 M(kN·m) N(kN) Ⅰ-Ⅰ 295.33 1172.18 82.38 2270.45 Ⅱ-Ⅱ 266.26 1271.83 45.76 2536.66 Ⅲ-Ⅲ 518.44 22.19 1318.04 2593.41 l0(mm) bh0(m2) 5400 600×565 251.95 36.28 600×565 209.35 5875 600×565 393.34 8.56 e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h 18.04 169.5 20 271.95 9 1.0 1.0 1.120 304.58 569.58 0.242 大偏心 641 420 1256 0.63 1.0 1.0 1.581 88.98 353.98 0.468 大偏心 ＜0 1.0 1.0 20 56.28 20 169.5 20 36.04 20 169.5 20 28.56 229.35 413.34 9.79 1.0 1.0 2.073 74.71 339.71 0.523 大偏心 ＜0 1.0 1.0 9.79 0.993 1.0 2.345 66.97 331.97 0.535 大偏心 ＜0 1 2  ei(mm) e(mm) 1.169 268.11 533.11 0.262 大偏心 403 1.094 452.19 717.19 0.272 大偏心 2264  偏心性质 AsAs'(mm2) 选筋 实配面积(mm) 228+322 2372 0.67 228+322 2372 0.67 % 3.斜截面承载能力计算

以第一层D柱为例，剪力设计值按下式调整：

McuMcl VC1.1Hn式中Hn——柱净高；

Mcu,Mcl——分别为柱上下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩

设计值。取调整后的弯矩值，一般层应满足Mc =1.1Mb,底层柱底应考虑1.15的弯矩增大系数。

由正截面计算中第Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控制内力得：

Mcu=332.83kN·m Mcl=648.05kN·m Hn=4.1m

332.83648.05Vc1.1263.16kN

4.1A0.161fcbh0fyvsvh00.056N)柱的抗剪承载能力:V(

1.5sRE式中 ——框架的计算剪跨比，当＞3，取=3；

Hn2h0，当＜１时，取=１

N——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当N＞

0.3fcA 时取N=0.3fcA

4.1103Hn3.633.0 取=3.0 =2h02565N=1589.79kN＞0.3fcA=1544.4kN 取N=1544.4kN

设柱箍筋为4肢Φ8﹫150,则

10.16450.3V(14.3600565300565 0.8531.51500.0561544.4103) =527.43kN＞263.16kN

同时柱受剪截面应符合如下条件：

1Vc(0.2fcbh0c)

RE1(0.214.3600565)1140.64kN＞263.16kN 即 0.85截面满足抗剪要求。

b.标准层D柱截面设计

以第二、三层D柱为例，对图2-22中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅳ-Ⅳ，Ⅴ-Ⅴ，截面进行设计。

混凝土等级为C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2

纵筋为HRB335,fy=300 N/mm2，箍筋为HPB235，fy=210 N/mm2 1.轴压比验算

由D柱内力组合表2-22查得:

NIVIV=2495.28kN

N3

=2495.28×10/(600×600×14.3)=0.485＜0.9 c=AfcNVV=2178.51kN

N3

=2178.51×10/(600×600×14.3)=0.423＜0.9 c=Afc均满足轴压比的要求。

2.正截面承载力的计算

第二层梁与D柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

Mb：左震 439.77+196.86=636.63kN·m

右震 231.11+232.07=463.18kN·m 取Mb=636.63kN·m

第二层梁与D柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-22查得

Mc：左震 320.25+337.94=658.19kN·m

右震 217.85+223.6=441.45kN·m 梁端Mb取左震, Mc也取左震：

Mc=658.19kN·m＜1.1Mb=1.1×636.63=700.29kN·m

取Mc´=700.29kN·m

将Mc和Mc´的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即IV-IV、V-V截面）。

320.25McIVIV=×（700.29-636.63）=30.94 kN·m

320.25337.94337.94McVV=×（7000.29-636.63）=32.69 kN·m

320.25337.94

McVIV=320.25+30.94=351.19kN·m McVV=337.94+32.69=370.63kN·m

根据D柱内力组合表2-22，选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下:

Ⅳ-Ⅳ截面：①M=351.19×0.8=280.95kN·m N=1310.34×0.8=1048.27kN ②M=71.35kN·m N=2226.23kN

Ⅴ-Ⅴ截面：①M=370.63×0.8=296.50kN·m N=1421.01×0.8=1136.81kN ②M=64.0kN·m N=1975.26kN

截面采用对称配筋,具体配筋见表2-30中.

表2-30柱正截面受压承载力计算（标准层）

截面 M(kN·m) N(kN) 280.95 1048.27 Ⅳ-Ⅳ 71.35 2226.23 5875 600×565 268.01 169.5 20 288.01 9.79 1.0 1.0 1.134 326.60 1.0 1.0 1.743 90.72 1.0 1.0 1.138 319.57 20 52.05 20 280.82 32.05 296.50 1136.81 Ⅴ-Ⅴ 64.0 1975.26 l0(mm) bh0(m2) 600×565 260.82 169.5 20 52.40 9.79 1.0 1.0 1.738 91.07 32.40 e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h 1 2  ei(mm)

续表2-30 e(mm) 591.6 0.216 大偏心 559 420 1256 0.63 355.72 0.459 大偏心 ＜0 584.57 0.235 大偏心 594 420 1256 0.63 356.07 0.407 大偏心 ＜0  偏心性质 AsAs'(mm2) 选筋 实配面积(mm) % 3.斜截面承载能力计算

以第二层柱为例，剪力设计值按下式调整：

由正截面计算中第Ⅳ-Ⅳ、Ⅴ-Ⅴ截面的控制内力得：

Mcu=351.19kN·m Mcl=519.33kN·m Hn=3.0m

351.19519.33Vc1.1319.15kN

3.0柱的抗剪承载能力:

A0.161V(fcbh0fyvsvh00.056N)

1.5sREHn3.01032.653.0 取=2.65 =

2h02565N=1421.01kN＜0.3fcA=1544.4kN，取N=1421.01kN 设柱箍筋为4肢Φ8﹫150,则

10.16450.3V(14.3600565300565 0.8531.51500.0561421.01103) =455.94kN＞319.15kN 同时柱受剪截面应符合如下条件：Vc即

1RE(0.2fcbh0c)

1(0.214.3600565)1140.64kN＞319.15kN 0.85截面满足抗剪要求。

a.底层C柱截面设计

以第一，二层C柱为例，对图2-23中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ，截面进行设计。

混凝土等级为C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2 纵筋为HRB335,fy=300 N/mm2，箍筋为HPB235，

fy=210 N/mm

2

1.轴压比验算

由C柱内力组合表2-21查得：

NⅠ-Ⅰ=2240.89kN

N=2240.89×103/(600×600×14.3)=0.44c=Afc＜0.9

NⅡ-Ⅱ=2536.95kN

N3

=2536.95×10/(600×600×14.3)=0.49＜0.9 c=AfcC柱截面计算示 NⅢ-Ⅲ=2594.71kN 图2-23

N3

=2594.71×10/(600×600×14.3)=0.50＜0.9 c=Afc均满足轴压比的要求。

2.正截面承载力的计算

第一层梁与C柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

Mb：左震 311.85kN·m

右震 501.22kN·m 取Mb=501.22kN·m

第一层梁与C柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-21查得

Mc：左震 126.22+248.64=374.86kN·m

右震 276.26+161.95=438.21kN·m

梁端Mb取右震, Mc也取右震：

Mc=438.21kN·m＜1.1Mb=1.1×501.22=551.34kN·m

取Mc´=551.34kN·m

将Mc和Mc´的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即I-I、II-II截面）。

276.26Mc=×（551.34-438.21）=72.32 kN·m

438.21161.95Mc=×（551.34-438.21）=40.81 kN·m

438.21Mc=276.26+72.32=348.58kN·m Mc=161.95+40.81=202.76kN·m

对底层柱底（III-III截面）的弯矩设计值应考虑增大系数1.5。

Mc=359.27×1.5=538.91 kN·m

根据C柱内力组合表2-21选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下:

Ⅰ-Ⅰ截面：①M=348.58×0.8=278.86kN·m N=1198.55×0.8=958.84kN ②M=93.92kN·m N=1917.21kN

Ⅱ-Ⅱ截面：①M=202.76×0.8=162.21kN·m N=1287.32×0.8=1029.86kN ②M=54.27kN·m N=2136.96kN

Ⅲ-Ⅲ截面：①M=538.91×0.8=431.13kN·m N=1345.07×0.8=1076.06kN ②M=27.55kN·m N=2194.71kN

截面采用对称配筋,具体配筋见表2-31中.

表2-31C柱正截面受压承载力计算（底层）

截面 M(kN·m) N(kN) Ⅰ-Ⅰ 278.86 958.84 93.92 1917.2Ⅱ-Ⅱ 162.21 1029.86 54.27 2136.96 Ⅲ-Ⅲ 431.13 1076.027.55 2194.71

1 6 5875 续表2-31 l0(mm) 5400 bh0(m2) 600×565 290.83 48.99 600×565 157.51 169.5 25.40 600×565 400.66 12.55 e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h 169.5 20 310.83 9 1.0 1.0 1.105 343.47 608.47 0.198 大偏心 600 420 1256 0.63 1.0 1.0 1.474 101.69 366.69 0.395 大偏心 ＜0 1.0 1.0 20 68.99 20 169.5 20 45.40 20 420.66 20 32.55 177.51 9.79 9.79 1.0 1.0 1.852 84.08 349.08 0.441 大偏心 ＜0 1.0 1.0 1.092 459.36 724.36 0.222 大偏心 3351 1.0 1.0 2.188 71.22 336.22 0.453 大偏心 ＜0 1 2  ei(mm) e(mm) 1.218 216.21 481.21 0.212 大偏心 ＜0  偏心性质 AsAs'(mm2) 选筋 实配面积(mm) 232+328 3456 1.02 232+328 3456 1.02 % 3.斜截面承载能力计算

以第一层C柱为例，剪力设计值按下式调整：

McuMcl VC1.1HnMcu=202.76kN·m Mcl=538.91kN·m Hn=4.1m

202.76538.91Vc1.1198.98kN

4.1

柱的抗剪承载能力:

A0.161V(fcbh0fyvsvh00.056N)

1.5sREHn4.11033.633.0 取=3.0 =

2h02565N=1287.32kN＜0.3fcA=1544.4kN,取N=1287.22kN 设柱箍筋为4肢Φ8﹫150，则

10.16450.3V(14.36005653005650.8531.5150 0.0561287.22103) =433.91kN＞198.98kN 同时柱受剪截面应符合如下条件: Vc即

1RE(0.2fcbh0c)

1(0.214.3600565)1140.64kN＞198.98kN 0.85截面满足抗剪要求。

d.标准层C柱截面设计

以第二、三层C柱为例，对图2-23中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅳ-Ⅳ，Ⅴ-Ⅴ，截面进行设计。

混凝土等级为C30，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2

纵筋为HRB335,fy=300 N/mm2，箍筋为HPB235，fy=210 N/mm2 1.轴压比验算

由C柱内力组合表2-21查得:

NIVIV=2196.66kN

N3

=2196.66×10/(600×600×14.3)=0.426＜0.9 c=AfcNVV=1916.14kN

N3

=1916.14×10/(600×600×14.3)=0.372＜0.9 c=Afc均满足轴压比的要求。

2.正截面承载力的计算

第二层梁与C柱节点的梁端弯矩值由内力组合表2-19查得

Mb：左震 292.11kN·m

右震 494.13kN·m 取Mb=494.13kN·m

第二层梁与C柱节点的柱端弯矩值由内力组合表2-21查得

Mc：左震 132.29+134.57=266.86kN·m

右震 251.47+267.91=519.38kN·m 梁端Mb取左震, Mc也取左震：

Mc=519.38kN·m＜1.1Mb=1.1×494.13=542.44kN·m

取Mc´=542.44kN·m

将Mc和Mc´的差值按柱的弹性分析弯矩值比分配给节点上下柱端（即IV-IV、V-V截面）。

251.47McIVIV=×（542.44-494.13）=23.39kN·m

519.38267.91McVV=×（542.44-494.13）=24.92 kN·m

519.38McVIV=251.47+23.39=274.86kN·m

McVV=337.94+32.69=370.63kN·m

根据C柱内力组合表2-21选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下: Ⅳ-Ⅳ截面:：①M=292.83×0.8=234.26kN·m N=1154.32×0.8=923.46kN ②M=83.49kN·m N=1873.04kN

Ⅴ-Ⅴ截面:：①M=274.86×0.8=219.89kN·m N=1076.19×0.8=860.95kN ②M=74.62kN·m N=1666.29kN

截面采用对称配筋,具体配筋见表2-32中。 3.斜截面承载能力计算

以第二层柱为例，剪力设计值按下式调整：

由正截面计算中第Ⅳ-Ⅳ、Ⅴ-Ⅴ截面的控制内力得：

Mcu=274.86kN·m Mcl=189.18kN·m Hn=3.0m

表2-32 C柱正截面受压承载力计算（标准层）

截面 M(kN·m) N(kN) 234.26 923.46 Ⅳ-Ⅳ 83.49 1873.04 5875 600×565 253.68 169.5 20 273.68 9.79 1.0 1.0 1.141 312.67 577.67 0.397 大偏心 374 420 1256 0.63 1.0 1.0 1.599 103.25 368.25 0.386 大偏心 ＜0 1.0 1.0 1.140 313.96 578.96 0.178 大偏心 336 20 64.57 20 275.40 44.57 255.40 219.89 860.95 Ⅴ-Ⅴ 74.62 1666.29 l0(mm) bh0(m2) 600×565 44.78 169.5 20 64.78 9.79 1.0 1.0 1.597 103.45 368.45 0.344 大偏心 ＜0 420 1256 0.63 e0(mm) 0.3h0(mm) ea(mm) ei(mm) l0h 1 2  ei(mm) e(mm)  偏心性质 AsAs'(mm2) 选筋 实配面积(mm) %

274.86189.18170.15kN

3.0A0.161fcbh0fyvsvh00.056N)柱的抗剪承载能力:V(

1.5sREVc1.1

Hn3.01032.653.0 取=2.65 =

2h02565N=1154.32kN＜0.3fcA=1544.4kN,取N=1154.32kN 设柱箍筋为4肢Φ8﹫150，则

10.16450.3V(14.3600565300565 0.8531.51500.0561154.32103) =441.0kN＞170.15kN 同时柱受剪截面应符合如下条件: Vc即

1RE(0.2fcbh0c)

1(0.214.3600565)1140.64kN＞170.15kN 0.85截面满足抗剪要求。

d.节点设计

根据地震震害分析，不同烈度地震作用下钢筋混凝土框架节点的破坏程度不同，7度时，未按抗震设计的多层框架结构节点较少破坏，因此，对不同的框架，应有不同的节点承载力和延伸要求。《建筑结构抗震规范》规定，对一、二级抗震等级的框架节点必须进行受剪承载力计算，而三级抗震等级的框架节点，仅按构造要求配箍，不再进行受剪承载力计算。

2.2板的计算

2.2.1 设计资料

板按考虑塑性内力重分布方法计算。取1m宽板为计算单元。混凝土采用C25，fc=11.9N/mm2，钢筋采用HPB235，fy=210N/mm2。 2.2.2 楼面板

楼面板的平面布置图，有关尺寸及计算简图如图2-24所示。

图2-24楼板平面布置图

2.2.2.1 A~F区格板的计算 a.荷载设计值 1.活荷载

由于活荷载标准值大于2.5kN/m2，故荷载分项系数为1.4。

q =1.4×2.5=3.5 kN/m2

2.恒荷载

面层 25厚水泥砂浆找平 0.025×20=0.05 kN/ m2

板自重 100厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/ m2

板底抹灰 15厚纸筋石灰抹灰 0.015×16=0.24 kN/ m2

共计 3.24 kN/ m2 g=1.2×3.24=3.89 kN/ m2 g+q=3.89+3.5=7.39 kN/ m2 g+q/2=3.89+1.75=5.64 kN/ m2 q/2=1.75 kN/ m2

b.计算跨度

板厚h=100mm，L1b×h=300mm×700mm，L2 b×h=250mm×450mm L3 b×h=250mm×450mm。

① 内跨 l0lc ， lc为轴线间距离 ② 边跨 l0lnb，ln为净跨，b为梁宽 各区格板计算跨度见表2-33。 c.弯矩计算

跨中最大弯矩发生在活荷载为棋盘式布置时，它可以简化为内支座固支时g+q/2作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时±q/2作用下的弯矩值两者之和。支座最大负弯矩可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。在本例中，楼盖边梁对板的作用是为固定支座。

所有区格板按其位置与尺寸分为A、B、C、D、E、F、G、H八类，其中D、E、F三种去较大的D板计算，G、H按单向板计算。计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取vc0.2。查表“双向板按弹性分析的计算系数表”（见《混凝土结构》）对各区格弯矩进行计算。各区格板的弯矩计算列于表2-33。

d.截面设计

截面有效高度：选用Φ8钢筋作为受力主筋，则

dl01（短跨）方向跨中截面的h01hc=100-20-8/2=76mm

23dl02（长跨）方向跨中截面的h02hc=100-20-12=68mm

2支座截面处h01均取为76mm。

截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折减： ① A区格不予折减；

② B区格的跨中截面与B-D支座截面折减10%（lb/l01.5）； ③ C区格的跨中截面与C-D支座截面折减20%（lb/l01.5）； ④ D区格的跨中截面与D-D支座截面折减20%。

计算配筋量时，取内力臂系数s0.9,As果及实际配筋列于表2-34。

m。截面配筋计算结

0.9h0fy

表2-34 板的配筋计算

截面 h0 (mm) M (kN•m) 5.69 1.72 4.74×0.9=4.27 3.64×0.9=3.28 1.63×0.8=1.30 1.15×0.8=0.92 2.07×0.8=1.66 0.86×0.8=0.67 -10.55 -7.25 -10.55 -7.25 -6.74 -2.33 -9.80 -6.74×0.8=5.4 -2.33×0.8=1.86 As (mm²/m) 396 134 297 255 91 72 116 52 734 564 734 564 469 162 682 376 130 130 Φ8@120 Φ8@200 Φ8@150 Φ8@190 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ10@100 Φ10@130 Φ10@100 Φ10@130 Φ8@100 Φ8@200 Φ10@110 Φ8@130 Φ8@200 Φ8@200 配筋 实有As (mm²/m) 419 251 335 265 251 251 251 251 785 604 785 604 503 251 719 387 251 251 A区格 l01方向 l02方向 76 68 76 68 76 68 76 68 B区格 跨 中 C区格 l01方向 l02方向 l01方向 l02方向 D区格 l01方向 l02方向 A边支座(l01方向) 76 A边支座(l02方向) A-B A-C 支 座 B边支座 C边支座 B-B B-D C-D D-D 76 76 76 76 76 76 76 76 76 -2.33×0.8=1.

86 2.2.2.2 G、H区格板的计算 a.板的计算跨度及荷载

因板两端与梁固接，按调幅法计算跨度净跨

l01= ln=（3600-300/2）=3450mm

l02= ln=（2400-300/2）=2250mm 图2-25 板的计算跨度

活荷载设计值：q =1.4×2.5=3.5kN/m2 恒荷载设计值：g =1.2×3.89=5.26 kN/m

2

g+q=7.39 kN/m2

b、计算截面的弯矩设计值及配筋（见表2-35）

表2-35 计算截面的弯矩设计值及配筋

中间区格板带 截面 左边跨端支座 左边跨跨中 第一内支座 右边跨跨中 右边跨端支座 计算跨度 弯矩系数 弯矩 3.45 -1/16 -5.50 -0.090 1.043 314 Φ8@150 335 面积 3.45 1/11 8.00 0.1302 0.93 512 Φ10@140 561 2.25 -1/11 -3.40 -0.055 1.027 197 Φ8@200 251 2.25 1/11 3.40 0.055 0.974 208 Φ8@200 251 2.25 -1/16 -2.34 -0.038 1.019 137 Φ8@200 251 s s As 配筋As 钢筋有效2.2.3 屋面板

屋面板的平面布置图，有关尺寸及计算简图如图2-26所示。 2.2.3.1 A~D、G、H区格板的计算 a.荷载设计值

1.活荷载q =1.4×0.5=0.7kN/m 2.屋面均布恒载

二毡三油防水层 0.35 kN/m2 冷底子有热玛蹄脂 0.05 kN/m2 20mm厚1：2水泥砂浆找平 0.02 ×20=0.4 kN/m2 100～140mm厚（2%坡度）膨胀珍珠岩 （0.1+0.14）×7/2=0.84 kN/m2 100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/m2 15mm厚纸筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/m 共计 4.38 kN/ m2

2

2

图2-26 楼板平面布置图

g=1.2×4.38=5.26 kN/ m2 g+q=5.26+0.7=5.96 kN/ m2 g+q/2=5.26+0.7/2=5.61 kN/ m2 q/2=0.35 kN/ m2 b.计算跨度

板厚h=100mm，L1b×h=300mm×700mm ，L2b×h=250mm×450mm L3 b×h=250mm×450mm

①内跨 l0lc，lc为轴线间距离

②边跨 l0lnb，ln为净跨，b为梁宽 c.弯矩计算

跨中最大弯矩发生在活荷载为棋盘式布置时，它可以简化为内支座固支时g+q/2作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时±q/2作用下的弯矩值两者之和。支座最大负弯矩可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。在本例中，楼盖边梁对板的作用是为固定支座。

所有区格板按其位置与尺寸分为A、B、C、D、E、F、G、H八类，其中D、G、H三种去较大的D板计算，E、F按单向板计算。计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取vc0.2。查表“双向板按弹性分析的计算系数表”（见《混凝土结构》）对各区格弯矩进行计算。各区格板的弯矩计算列于表2-36。

d.截面设计

截面有效高度：选用Φ8钢筋作为受力主筋，则

l01（短跨）方向跨中截面的h01hcl02(长跨)方向跨中截面的h02hcd=100-20-8/2=76mm 23d=100-20-12=68mm 2支座截面处h01均取为76mm。

截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折减： ①A区格不予折减；

②B区格的跨中截面与B-D支座截面折减10%（lb/l01.5）； ③C区格的跨中截面与C-D支座截面折减20%（lb/l01.5）； ④D区格的跨中截面与D-D支座截面折减20%。

m计算配筋量时，取内力臂系数s0.9,As截面配筋计算结果

0.9h0fy及实际配筋列于表2-37。

表2-37板的配筋计算

截面 A区格 l01方向 l02方向 h0 M (kN•m) 8.15 1.33 3.81×0.9=3.43 1.49×0.9=1.34 1.27×0.8=1.02 0.54×0.8=0.43 1.32×0.8=1.06 0.52×0.8=0.42 -8.37 -5.75 -8.37 -5.75 -5.75 -7.91 -5.44×0.8=-4.35 -1.85 -1.85×0.8=-1.48

As 配筋 Φ10@130 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ8@200 Φ10@130 Φ8@120 Φ10@130 Φ8@120 Φ8@120 Φ10@130 Φ8@150 Φ8@200 Φ8@200 实有As (mm²/m) 604 251 251 251 251 251 251 251 604 419 604 419 419 604 335 251 251 (mm) 76 68 76 68 76 68 76 68 (mm²/m) 567 103 239 93 71 33 74 33 583 400 583 400 400 551 303 129 103 B区格 跨 中 C区格 l01方向 l02方向 l01方向 l02方向 D区格 l01方向 l02方向 A边支座(l01方向) 76 A边支座(l02方向) 76 A-B 支 座 A-C B边支座 B-B B-D C边支座 C-D 76 76 76 76 76 76 76

D-D B-E B-F

2.2.3.2 E、F板的计算 a.板的计算跨度及荷载

因板两端与梁固接，按调幅法计算跨度净跨

l01=ln=（3600-300/2）=3450mm l02= ln=（2400-300/2）=2250mm 图2-27 计算跨度

76 76 76 -1.48 -7.91 -7.91 103 551 551 Φ8@200 Φ10@130 Φ10@130 251 604 604 活荷载设计值：q =1.4×0.5=0.7kN/m2 恒荷载：g =1.2×4.38=5.26 kN/m2

g+q=5.96 kN/m2

b.计算截面的弯矩设计值及配筋（见表2-38）

表2-38 计算截面的弯矩设计值及配筋

中间区格板带 截面 左边跨端支座 左边跨跨中 第一内支座 右边跨跨中 右边跨端支座 计算跨度 弯矩系数 弯矩 3.45 -1/16 3.55 -0.058 1.028 206 Φ8@200 3.45 1/11 5.69 0.093 0.951 356 Φ8@130 2.25 -1/11 -2.74 -2.74 1.022 160 Φ8@200 2.25 1/11 2.74 0.045 0.977 167 Φ8@200 2.25 -1/16 1.51 -0.025 1.012 89 Φ8@200 s s As 配筋As

钢筋有效 面积 251 387 251 251 251 2.3 楼梯设计

2.3.1 计算简图及截面尺寸

采用现浇整体式钢筋混凝土结构，其结构布置如图：

3300

图2-28 梯段板TB-1模板图及计算简图

图2-29 设计计算示意图

2.3.2 设计资料

结构安全等级为二级，01.0 ，混凝土为C25，fc=11.9N/mm2，ft=1.27N/mm2。钢筋为：平台板或楼梯，采用HRB235，fy =210N/mm² 楼梯梁采用HRB335，fy =300N/mm² 按板式楼梯进行设计。 TB-1的设计(l03300mm)

2.3.3 梯段板设计

2.3.3.1 确定板厚

l3300梯段板的厚度为h00110mm，取 h=120mm

303002.3.3.2 荷载计算 （取1m宽板计算）

150arctan26o34' cos0.894

300a.恒荷载计算

1.010.30.15251.875kN/m 0.321.0斜板重 0.1252.796kN/m

0.8940.30.1520厚水泥砂浆找平层 1.00.02200.6kN/m

0.3踏步重

恒载标准值 5.271kN/m 恒载设计值 gd1.25.2716.33kN/m b.活荷载标准值 gk2.5kN/m

活荷载设计值 qd2.51.43.5kN/m c.总荷载 gdqd9.83kN/m 2.3.3.3 内力计算

计算跨度 l03.3m

11跨中弯矩 Mqd'l029.833.3210.70kNm

10102.3.3.4 配筋计算

h0h251002575mm

M10.70106s0.160

1fcbh021.011.91000752112s0.175b

f0.1751.011.9As1cbh0100075521.21mm2

fy300受力筋的选用Φ10@150（As=523 mm²） 分布筋选用Φ8@300 2.3.4 平台板计算

2.3.4.1 荷载计算（取1m宽板计算） 恒荷载计算：

平台板自重（假定板厚100mm） 0.101252.5kN/m 20厚水泥砂浆找平层 1.00.02200.4kN/m 恒载标准值 gk2.9kN/m 恒载设计值 gd1.22.93.48kN/m 活荷载标准值 gk2.5kN/m

活荷载设计值 qd2.51.43.5kN/m 总荷载 gdqd6.98kN/m

2.3.4.2 内力计算

h0.1计算跨度 l0ln1.631.68m

2211跨中弯矩 Mqdl026.981.6822.46kNm

882.3.4.3 配筋计算

M2.46106s0.037

1fcbh021.011.91000752112s0.038b

f0.0381.011.9As1cbh0100075113.05mm2

fy300受力筋的选用Φ6@200（As=141 mm²） 2.3.5 平台梁计算

2.3.5.1 荷载计算（取1m宽板计算）

梯段板传来 9.833.316.22kN/m 21.63平台板传来 6.98(0.1)6.39kN/m

2梁自重（假定bh250mm250mm）

1.2×0.25×

×25=1.13kN/m

q=23.74kN/m 2.3.5.2 内力计算

（

0.25-0.10

）

l0lna3.360.243.6m

l01.05ln1.053.363.53m 取两者中较小者，l03.53m

11Mmaxqdl0223.743.53236.94kNm

8811Vmaxqln23.743.3639.88kN

222.3.5.3 配筋计算

a.纵向钢筋（按第一类倒L形截面计算）

l03.53103'588mm 翼缘宽度 bf66S1630bf'b0100915mm

22取bf588mm

M36.94106s0.120

1fcbh021.011.9588(250202)2112s0.128b

f0.12811.9588210As1cbh0627mm2

fy300受力筋的选用318（As=763mm²） b.箍筋计算

0.7fcbh00.71.2725021046.67kNVmax39.88kN

箍筋按构造配置Φ6@200。

2.4 基础设计

采用柱下条形基础。 2.4.1 设计资料

该工程场区地势平坦,土层分布比较规律,地下水深7.0m左右 基础埋深为1.9m持力层土的承载力设计值为f=240kN/m²。

混凝土采用C30,纵筋采用HRB335，HRB400。 2.4.2 基础截面确定

2.4.2.1 基础梁高

11梁高H(~)l，l为柱距，通常梁高为H1000mm～2000mm,

4811H(~)7.81.95:0.975m，取H1.4m。

482.4.2.2 翼板厚度

翼板厚度为250mm，采用梯形翼板。 2.4.2.3 基础长度

11基础外伸一般为边跨的1/4～1/3，l1(:)8.541.95:2.6m

43所以取，l11.95m

总长度为: l7.822.71.95222.2m

2.4.2.4 基础的底面宽度

NAlb

fd所以基础底面：

F(2594.712928.26)20.8b2.39m ，取b2.4m。

L(f20d)22.2(240201.9)2.4.3 基础梁内力计算

采用倒梁法：如图2-29。

图2-29 计算示意图

2.4.3.1 基础反力

沿基础纵向的地基均布线荷载：

(2594.712928.26)2bpi421.92kN/m

26.182.4.3.2 翼缘板计算（按每米长计）

421.92qn175.8kN

2.4

Vqnl175.80.9158.22kNm

V158.22h0158.06mm

0.07fc0.0714.310实际h025035210mm

21M175.80.9271.20kNm

2M71.20As1255.73mm2

0.9h0fy0.9210300采用14@120,实配面积1282mm2

2.4.3.3 用弯距分配法计算基础弯距 a.固端弯距计算

11piL12421.927.822139.13kNgm 121211中跨固端弯距为MDEpiL22421.922.72256.32kNgm

121211H截面(左)伸出弯距MCpiL02421.921.952802.18kNgm

22边跨固端弯距为MCDb.刚度计算

表2-39 刚度值计算

截面b×h 0.8×1.4 0.8×1.4 跨度 7.8 2.7 bh3惯性矩I0 120.137 0.137 KbEI0(kNgm) l0.527106 1.522106 分配系数为：D左E右0.5270.257

0.5271.522D右E左10.2570.743

c.进行弯距分配

表2-40 弯矩分配表

C 0 1.0 0.257 D 0.743 0.743 E 0.257

1.0 F

0

802.18 -2139.13 1336.95 2139.13 -256.32 668.78 -655.76 -1895.83 947.92 -243.62 -704.3 352.15 -90.50 -261.65 1818.03 -1818.03 1895.83 -947.92 704.3 243.62 -352.15 261.65 90.50 1818.03 -1818.03 256.32 -2139.13 -668.78 2139.13 -802.18 -1336.95 802.18 -802.18 802.18 -802.18 d.基础剪力计算

C截面左边的剪力为： VClpil0421.921.95822.74kN 取OE段为隔离体计算C截面的支座剪力

1111RC[pi(L0L1)2MD][421.92(1.957.8)21818.03L127.82

2337.99kNC截面右边(上标r)的剪力

VCrpi(L0)RC421.921.952337.991515.25kN

RDpi(L0L1)RC421.92(1.957.8)2377.991735.73kN

取CD作为隔离体见图2-30

图2-30 隔离体计算示意图

''RD11211(piMDME)(421.922.721818.031818.03)l222.72

569.59kNRDRDRD1735.75569.592305.32kN

VDlRD1735.75kN

''VDrRD569.59kN

按跨中剪力为零的条件来求跨中最大负弯距

OB段：pixRC421.92x2337.990 求得x=5.54m 所以：

11M1pix2RC(5.541.95)421.925.5422337.993.59 221918.68kNgmFG段对称,最大弯距在中间截面 11M2piL22MD421.922.721818.031433.56kNgm

88由以上条件可做条形基础的弯距和剪力图3-31

图3-31 弯矩和剪力图 表2-41 截面强度计算

截面 ME左ME右 EF跨中 MF左MF右 FG跨中 M M1fcbfh'f(h0h'f2) 802.18 ﹥M -1918.68 ﹥M 1818.03 ﹥M 1433.56 ﹥M

判断类型 I类截面 44.52 I类截面 39.93 I类截面 100.90 I类截面 39.78 xh0h022M '1fcbf As1fcb'fxfy1910 632 4568 632 4329 632 4551 632 配筋选配 实配钢筋 4826 1055.52 1073.07﹥V 4826 1763.63 ﹤V 4826 1992.15 ﹤V 4826 584.93 ﹥V 续表2-41 — n=2,4 120 1V 0.7ftbh0 nAsv1V0.7ftbh0 s1.25fyh0箍筋 间距 — 1.96 2.61 n=2, 120 14 n=2,120 14 n=2, 120 14 2.5本章小结

本章主要对建筑的结构构件进行初步估算并确定了结构构件的尺寸，对框架进行了结构计算，包括荷载计算、变形验算、内力组合、水平地震力作用下框架侧移计算，以及内力分析及截面设计，楼梯、板和基础的结构计算。

3.结 论

本次毕业设计是一幢行政办公楼，主要进行的是结构设计部分。 结构设计主要是在建筑初步设计的基础上确定建筑的结构为钢筋混凝土框架结构，然后进行结构布置，并初步估算、确定结构构件的尺寸，进行结构计算，就是根据方案阶段确定的结构形式和体系，依据规范上规定的具体的计算方法来进行详细的结构计算。包括荷载计算、变形验算、内力组合、水平地震力作用下框架侧移计算，内力分析及截面设计，以及节点验算，以及楼梯、板和基础的设计与计算。

这次毕业设计，培养了我们综合运用所学的基本理论和专业知识，提高了分析和研究解决结构设计等空间问题的能力，培养了我们建立理论联系实际，踏实，勤奋，认真，严格的科学作风，为毕业后尽快适应各项工作打下良好的基础。

致 谢

经过本次毕业设计之后，使我更加深入的对所学知识得到了认识和掌握，学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。与此同时，也增强了我以理论知识为基础，广泛的搜索相关各种资料、查询有关规范，从而得到解决实际工程问题方法的能力。在本次毕业设计过程中，也培养了我勤奋、踏实、认真和严谨的工作作风，一切所有的一切都为以后的工作打下了坚实的基础。

虽然我获得的知识和能力离不开自己的刻苦努力，但是这一切都是在院领导和各位老师的辛勤培养和淳淳教导下取得的。在此，我衷心的感谢给我指导和帮助的同学和老师。

何 琰

2006年06月10日

参考文献：

1．丰定国，王社良《抗震结构设计》武汉：武汉理工大学出版社，2001 2．吴培明主编《混凝土结构》武汉：武汉理工大学出版社，2003 3．吕西林《高层建筑结构》武汉：武汉理工大学出版社，2003 4．杨位洸《地基及基础》北京：中国建筑工业出版社，1998

5．丰定国、王社良主编《抗震结构设计》武汉：武汉理工大学出版社，

2003

6．方鄂华《多层及高层建筑结构设计》北京：地震出版社，1992 7．陈基发、沙志国主编 《建筑结构荷载设计手册》北京：中国建筑工业出版社，2004

8．龙驭球、包世华主编．结构力学（上）．北京：清华大学出版社，2001 9．吴德安主编《混凝土结构设计手册》北京：中国建筑工业出版社 10．《混凝土结构设计规范》（GB50010-2002） 11．《建筑地基基础设计规范》（GB50007-2002） 12．《建筑抗震设计规范》（GB50011-2001）