完整混凝土框架结构设计计算书毕业设计

结构设计计算 8 工程概况

8.1 工程简介

建筑地点：市

建筑类型：教学楼，框架填充墙结构。

建筑介绍：建筑面积约5000m2，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取100mm，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。

门窗使用：大门采用钢框玻璃门，其它为木门，窗为塑钢门窗。尺寸详见门窗表。

地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为7度。

柱网与层高：本教学楼采用柱距为6.6m的廊式柱网，边跨为6.6m，中间跨为3.0m，底层层高取3.9m，标准层层高取3.6m。

8.2 课题条件要求

依本课题要求合理安排场地，创造出优美环境，平面布置合理，通风采光良好，实用性强，立面造型新颖，有民族风格，具有个性与现代感。

基本不考虑地基土的变形验算，其承载力为fk220 kN/m2。 建筑场地的主导风向按所在地气象资料得到。 室的高差按600 其中标高相当于马路中心相对标高。 mm考虑，

抗震设防要求：设防烈度7度（0.1g），设计地震分组为第二组，场地类别为II类场地。

8.3 设计的基本容

结构计算书包括结构布置，设计依据及步骤和主要计算的过程及计算结果，计算简图，主要容如下：

（1）地震作用计算

（2）框架力分析，配筋计算（取一榀） （3）基础设计及计算

（4）板、楼梯的设计计算

.专业.专注.

8.4 设计资料 8.4.1 气象条件

基本风压0.35 kN/m

2

基本雪压0.45 kN/m

此处按建筑结构荷载规GB50009-2001采用 主导风向：东南风

8.4.2 抗震设防

2

按7级近震, 地震分区为一区；

II类场地设计

8.4.3 地基土承载力

地基土承载力为

8.4.4 其它条件

fk220kN/m

2

室外高差600 mm。

9 结构类型

根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求，进行了建筑平面、立面及剖面设计。图9-1是标准层平面网柱布置。主体结构共4层，底层层高3.9m，层高均为3.6m。 填充墙采用240mm厚的粘土空心砖砌筑。门为木门、门洞尺寸1.0m×2.4m。窗为塑钢窗，洞口尺寸为1.5m×1.8 m。楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构。

.专业.专注.

图9-1 柱网布置及一榀框架图

10 框架结构的一般性设计与计算

10.1 梁柱截面，梁跨度及柱高确定

梁柱的混凝土设计强度：C25fc10.1.1 梁截面尺寸的初步确定

11.9N/mm2,ft1.43N/mm2

（1）．横梁

a: 截面的高度：1/12～1/8的跨度（为满足承载力、刚度及延性要求）

h =（1/12～1/8）×6600㎜＝550～825㎜，

h =（1/12～1/8）×3000㎜＝250～375㎜，

则边跨梁高度： h=600㎜

b: 梁截面宽度可取1/3～1/2梁高,同时不宜小于1/2柱宽,且不应小于250㎜。

b =（1/3～1/2）×600㎜=200～300㎜

则边跨梁宽度：b＝300㎜

（2）．纵梁

a: 截面的高度：1/12～1/8的跨度（为满足承载力、刚度及延

性要求）

h =（1/12～1/8）×4500㎜＝375～565㎜，

即截面高度： 375㎜～565㎜

则边跨梁高度： h=500㎜

b: 梁截面宽度可取1/3～1/2梁高,同时不宜小于1/2柱宽,且不应小于250㎜。

b =（1/3～1/2）×500㎜=167～250㎜ 即截面宽度： 167㎜～250㎜

则边跨梁宽度：b＝250㎜

由此，估算出的梁截面尺寸见表10-1，表中还给出了各层梁的混凝

土强度等级。

表10-1 梁截面尺寸及混凝土强度等级

层次 1～4

混凝土强 度等级 C25

横梁（bh）

AB跨，CD跨 300×600

BC跨 250×400

纵梁 250×450

10.1.2 柱截面尺寸的初步确定

框架柱的截面尺寸一般根据柱的轴压比限值按下列公式估算：

.专业.专注.

NFgEn

（1-1）

AcN/Nfc 式中：N—柱的组合的轴压力设计值；

F—按简支状态计算的柱的负载面积；

gE—折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可根据实际荷载计算，也可近似取12～15kN/㎡；

—考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3，不等跨柱取1.25，等跨柱取1.2；

n—验算截面以上楼层层数； Ac—柱截面面积；

fc—混凝土轴心抗压强度设计值；

N—框架柱轴压比限值，此处可近似取，即为一级、二级和三级抗震等级，分别取0.7，0.8和0.9。

其中：gE＝15 kN/㎡，n＝4，N＝0.9，边＝1.3，中＝1.25。 C25混凝土： fc＝11.9 kN/㎡ ， ft＝1.43 kN/㎡

边柱： AcFgEn/Nfc＝1.33.34.5151034/0.911.9 ＝1.08105mm2

中柱： AcFgEn/Nfc＝1.254.84.5151034/0.911.9

＝1.51105mm2按上述方法确定的柱截面高度hc不宜小于400mm，宽度不宜小

于350mm，柱净高与截面边长尺寸之比宜大于4

取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别是329mm和3mm。

为方便计算取柱截面尺寸为： 500mm500mm

10.1.3 板的截面尺寸初步估计

根据实际情况和设计要求，板厚取： h100mm

10.1.4 梁的计算跨度

框架梁的计算跨度以上柱形心线为准，而墙中心线是与轴线重合的，所以柱的形心与轴线发生偏移，造成计算跨度与轴线间距不同。

10.1.5 柱的高度

底层：3.9+0.6+0.5=5.0m。注：底层层高3.9m，室外高差0.6m，基础顶部至室外地面0.5m。

.专业.专注.

其他各层为3.6m

因而得到h1=5.0m；h2=3.6m

图10-1 横向框架计算简图及柱编号

10.2重力荷载的计算

10.2.1屋面及楼面永久荷载（恒荷载）标准值

1.屋面

其按屋面的做法逐项计算均布荷载：吊顶处不做粉底，无吊顶处做粉底，近似取吊顶来参与计算，粉底为相同重量：

其屋面构造做法如图10-2所示，按图10-2来计算屋面恒载，其结果如下：

.专业.专注.

图10-2 屋面构造做法

屋面的长边长：

4.583.923.30.2443.44m

屋面的短边长：

6.620.243.016.44m

那么屋面恒荷载标准值为：

43.4416.446.144313.49KN

2.楼面

楼面的做法如图10-3所示，按图示各层进行组合来参与计算楼

面

恒

载

大

小

。

图10-3 楼面构造做法

因而得到楼面均布恒载标准值：

43.4416.443.952820.91KN

10.2.2屋面及楼面可变荷载（活荷载）标准值

1.屋面

计算重力荷载代表值时，仅考虑屋面雪荷载作用 43.4416.440.45321.37KN 2.楼面

根据荷载规，楼面活载按2.0KN/m2来参与计算：

43.4416.442.01428.31KN

.专业.专注.

10.2.3梁柱的自重

此处计算包括梁侧面、梁底面，柱的侧面抹灰重量： 1．梁的自重

在此计算过程中，梁的长度按净跨长度，即把梁的计算跨度减掉柱的宽度来参与计算过程：

例：L1：长度=6.60.56.1m（扣除一个柱宽）

L2：长度=3.00.242.76m（扣除墙宽）

表10-2 梁自重

层次

编号 L1 L2

1 ～ 4

L3 L4 L5

截面（㎡） 0.3×0.6 0.25×0.4 0.25×0.45 0.25×0.45 0.25×0.45

长度 6.1 2.76 4.5 3.9 3.3

根数 22 11 32 4 4

每根重量（KN）

0.34×0.62×6.1×25=32.147 0.29×0.42×2.76×25=8.404 0.29×0.47×4.5×25=15.334 0.29×0.47×3.9×25=13.2 0.29×0.47×3.3×25=11.279

总计

1388.63

注：（1）上表中梁截面的确定，考虑到抹灰层有（每抹层均按20mm计算）

宽：0.3+2×0.02=0.34m 0.25+2×0.02=0.29m 高：0.6+1×0.02=0.62m 0.4+1×0.02=0.42m 0.45+1×0.02=0.47m

（2）此处抹层按近似与梁相同，按每立方25 KN计算 （3）梁的长度都按净跨长度计算

2.柱的自重

表10-3 柱自重

层次 1 2～4

编号 Z1 Z2

截面（㎡） 0.5×0.5 0.5×0.5

长度 5.0 3.6

根数 44 44

每根重量（KN） 0.54×0.54×5×25=36.45 0.54×0.54×3.6×25=26.44

总计（KN） 1603.8 1163.36

注：（1）柱因四面抹灰，与梁相同办法处理，边长=0.5+0.02×2=0.54m （2）抹层记入柱，按每立方25 KN计算

10.2.4墙体的自重

墙体为240厚，两面抹灰，近似按加厚墙体计算（考虑抹灰重量），采用机器制普通砖，依GB50009-2001建筑结构荷载规，砖自重为15KN/m3，其计算如表3所示：（此处门窗暂不考虑，为预留洞考虑）

墙体为240mm厚粘土空心砖，外墙面贴瓷砖（0.5KN/m2），墙面为

20mm厚抹灰，则外墙单位墙面重力荷载为： 0.5150.24170.024.44KN/m2

墙为240mm粘土空心砖，两侧均为20mm厚抹灰，在墙单位面

.专业.专注.

积重力荷载为：

150.24170.0224.28KN/m2

木门单位面积重力荷载为0.2 KN/m3，钢框玻璃窗单位面积重力荷载取0.4KN/m3

表10-4 墙体自重

墙体的位置

底层外纵墙

每片面积（㎡） 4.0×4.55 3.4×4.55 2.8×4.55

底层纵墙

4.0×4.55 2.8×4.55

底层外横墙

6.1×4.4 3.0×4.6

底层横墙

2～4层外纵墙

6.1×4.4 4.0×3.15 3.4×3.15 2.8×3.15

2～4层纵墙

4.0×3.15 2.8×3.15

2～4层外横墙

6.1×3.0 3.0×3.2

2～4层横墙

6.1×3.0

片数 8×2=16 2×1=2 1×2=2 14 1 2×2=4 2 10 8×2=16 2×1=2 1×2=2 16 1 2×2=4 2 10

重量（KN） 1292.93 137.37 113.13 1090.54 54.53 476.68 122.54 1148.75 5.10 95.1 78.32 862.85 37.75 325.00 85.25 783.24

3162.62 总计（KN）

4436.48

注：（1）墙厚=240+20×2=280mm（考虑抹灰层）

（2）单位面积重为 1×0.28×19=5.32KN（3）女儿墙自重

墙体为120㎜单砖，女儿墙高为1200㎜，外墙面贴瓷砖（0.5 KN/㎡），墙面为20mm厚抹灰，则女儿墙重力荷载为：

（0.5＋15×0.12＋17×0.02）×1.2=3.168KN/M

（0.5＋15×0.12＋17×0.02）×1.2×（43.44×2＋16.44×2）=379.40 KN

/m2

10.2.5 门窗的自重

根据建筑结构荷载规GB50009-2001，木门按0.2KN/m2考虑，塑钢窗按0.4KN/m2考虑，计算结果如表10-5所示：

表10-5 门窗自重

层数

墙体位置

门、窗

扣除门窗的

尺寸

个数

扣除部分墙体重量

18

258.94

23.328

门窗重量 总扣除重

量 235.612

总和

1.8×1.8

.专业.专注.

1 ～ 4

外墙

窗

1.5×1.2 1.2×0.9 1.2×2.4 1.8×2.4

16 2 16 2

123.26 9.59 197.22 36.98

11.52 0.8 9.22 1.728

117.74 8.73 188.00 35.252

356.08

门 223.25

10.2.6 各层的荷载的组合

屋盖和楼盖重力代表值为：

屋盖层=女儿墙+屋面恒载+50%雪载+纵横梁自重+半层柱

重+半层墙重（墙和门窗）

楼盖层=楼面恒载+50%楼面活载+纵横梁自重+楼面上下各半层柱

+楼面上下各半层墙重

将上述各荷载相加，得到集中于各层楼面的重力荷载代表值如下：

四层： G4=379.40＋4313.49+0.5×321.37＋1388.63＋1/2×

1163.36

＋1/2× (3162.62－356.08－223.25)=8115.53KN

三~二层： G3～2=2820.91＋0.5×1428.31＋1388.63＋1/2×

1163.36×2

＋1/2×(3162.62－356.08－223.25)×2=8670.35KN

底层： G1=2820.91＋0.5×1428.31＋1388.63＋1/2×

.专业.专注.

（1603.8+1163.36）

＋1/2（4436.48+3162.62）－356.08－

223.25=9527.50KN

重力荷载代表值如图10-4所示

图10-4 重力荷载代表值

11 水平地震作用下框架结构的侧移和力计算

11.1 横梁的线刚度

混凝土为C25，Ec2.8104N/mm2

在框架结构中，对现浇楼面，可以作为梁的有效翼缘，增大了梁的有效刚度，减小了框架的侧移，为了考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架梁取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩），对中框架梁取I=2I0来计算：

表11-1 横梁线刚度计算表

截面尺寸

类别

层次

惯性矩

跨度

线刚度

边框架

中框架

b

h

mm

600 400

I013bh 12l

mm

6100 2760

kbEcI0l1.5EcI0l 2EcI0l

mm

300 250

109mm4

5.4 1.333

Nmm

2.479 1.353

Nmm

3.718 2.

Nmm

4.957 2.705

边横梁 中横梁

1～4 1～4

.专业.专注.

11.2横向框架柱的线刚度及侧移刚度D值

11.2.1横向框架柱的线刚度

柱的线刚度见表10-7所示，横向框架柱侧移刚度D值见表10-8所示：

图11-2 柱的线刚度

柱号Z Z1 Z2

截面 500×500 500×500

I0（1013bh129mm4）

h （mm）

5000 3600

kbEcI0l

（

Nmm）

2.917 4.

5.208 5.208

注：由于柱采用C25混凝土，因而Ec2.8104N/mm211.2.2横向框架柱的侧移刚度D值

ic柱的侧移刚度按Dc122计算，由于梁线刚度比K不同，所以柱

h可以分为边框边柱，边框中柱，中框边柱，中框中柱 1． 中框架柱侧移刚度D值

表11-3 中框架柱侧移刚度D值

层次

柱型

k（一般层）kb2kcbk（底层）k=kc

k=（一般层）

2+k 12 D=k（KN/m）0.5+kc2h=（底层）2+k0.595 0.676 0.380 0.486

8323.82 9461.63 14238.52 18231.84

根数

D

320138.1 584466.48

1 2～4

边柱 中柱 边柱 中柱

1.700 2.267 1.224 1.2

18 18 18 18

2． 边框架柱侧移刚度D值

表11-4 边框架柱侧移刚度D值

层次

柱型

k（一般层）kb2kcbkk=（底层）kc

k=（一般层）

2+k 12D=k（KN/m） 0.5+kc2h=（底层）2+k0.542 0.622

7587.30 8710.87

根数

D

65192.69

1

边柱 中柱

1.275 1.970

4 4

.专业.专注.

2～4

边柱 中柱

0.918 1.419

0.315 0.415

11798.60 15565.33

4 4

109455.79

注：底层总侧移刚度为320138.1+65192.69=385330.79KN/m， 其它层总侧移刚度为584466.48+109455.79=693922.27 KN/m。

11.3横向框架自震周期

本处按顶点位移法计算框架的自震周期：此方法是求结构基频的一种近似方法，将结构按质量分布情况简化成无限质点的悬臂之杆，导出直感顶点位移的基频公式，所以需先求出结构的顶点水平位移，按式T11.70T来求结构的基本周期：

0：基本周期调整系数，考虑填充墙使框架自振周期减小的影响，此处取0.6。

T：框架顶点位移，而在求框架周期前，无法求框架地震力和位移，T是将框架的重力荷载顶点位移，由T求T1，再由T1求框架结构底部剪力，再求各层剪力和结构的真正的位移，如表11-5所示：

表11-5 横向框架顶点位移

层次 4 3 2 1

Gi(KN)

8115.53 8670.35 8670.35 9527.50

G(KN)

iDi

693922.27 693922.27 693922.27 385330.79

ii1GiGi0.01170 0.02419 0.03668 0.09079

i

0.16336 0.15166 0.12747 0.09079

8115.53 16785.88 25456.23 34983.73

因此：

FEKTgT1max0.85Gi0.9，T11.70.60.163360.41226s

11.4横向框架水平地震作用及楼层地震剪力

总框架高为15.8m，因本工程结构高度不超过40m，质量刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切变形为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用， 设防烈度7度地震分区为一区，查表得

Vmax0.08（水平地震影响系数最大值）。Ⅱ类场地近震时特征周期：

Tg0.35s；结构总水平地震作用标准值按FEKGeq计算，0.85。

Geq0.85Gi0.858115.538670.358670.359527.5029736.17KN

.专业.专注.

1TgT10.9Vmax0.350.412260.90.080.069

FEK1Geq0.06929736.172052.97KN

由于T10.41226s＜1.4Tg1.40.350.49s

根据结构抗震设计，n0.00，因而不考虑顶部附加地震作用。

按底部剪力法球的基底剪力，按FiGiHiFEK分配各层的质

GiHi11-6所示： 点，因此各层横向地震作用及楼层地震剪力如表

表11-5 各层横向地震作用及楼层地震剪力

层次 4 3 2 1

him

3.6 3.6 3.6 5.0

Him

15.8 12.2 8.6 5.0

GiKN GiHiKNm GiHi8115.53 8670.35 8670.35 9527.50

128225 105778 74565 47638

GH

iiFiKN ViKN

739.07 609.73 429.07 275.10

739.07 1348.8 1777.87 2052.97

0.360 0.297 0.209 0.134

横向框架各层水平地震作用和地震剪力如图11-1所示

图11-1 横向框架各层水平地震作用和地震剪力

11.5横向框架水平地震作用位移验算

ViehiDi 由于为钢筋混凝土框架，因此其弹性层间位移角限值为1/550；

结果见表11-6所示：

.专业.专注.

表11-6 横向水平地震作用下的位移验算

层间剪力Vi 层次 层间刚度Di 层间位移 层高 层间相对弹性转角e KN 739.07 1348.8 1777.87 2052.97 KNm 693922.27 693922.27 693922.27 385330.79 ViDimm1.07 1.94 2.56 5.33 himm4 3 2 1 3600 3600 3600 5000 1/33 1/1856 1/1406 1/938 经验算其最大弹性层间位移角限值1/938=θe〈[θe] =1/550，因此均满足设计要求。

11.6水平地震作用横向框架的力分析 11.6.1横向框架柱端弯矩及剪力

此处采用中框架为例计算，边框架和纵向框架的计算方法步骤与横向中框架完全相同：框架柱剪力和弯矩计算，采用D值法； 求框架柱的剪力和弯矩时，此处采用D值法来进行求解；其计算的过程和结果如下表3.11所示：

其中反弯点位置的确定考虑梁和层高的影响作用：既：

yyoy1y2y3；

当i1i2＞i3i4时，反弯点下移，查表时应取Ii3i4i1i2，查得的y1冠以负号，对于底层柱不考虑修正值y1，即y1=0；对于顶层柱，不考虑修正值y2，取y2=0，对于底层柱，不考虑修正值y3，即y3=0。

取中框架： 以4层边柱为例：

Dij14238.52,Dij584466.48,DijDij0.024

Vij0.024739.0717.74KN

yy0y1y2y3y0y30.36

.专业.专注.

MijdVijyh17.740.363.622.99KNm

uMijVij1yh17.7410.363.640.87KNm

同理可得其它层边柱的柱端弯矩，也可得出中柱的柱端弯矩，现将计算结果列表如下： 边柱如表11-7：

表11-7 各层边柱柱端弯矩及剪力计算

层次 （4 3 2 1 柱高层间剪力Vi （Dijhi m） 3.6 3.6 3.6 5.0 Dij （0. 0. 0. Vij k y （d Miju MijKN） KN） 1.224 1.224 1.224 1.700 0.36 0.45 0.46 0.57 KNm） 22.99 52.44 70.66 152.13 （KNm） 40.87 .09 82.95 114.76 739.07 1348.8 1777.87 2052.97 17.74 32.37 42.67 53.38 0.026 中柱如下表11-8：

表11-8 各层中柱柱端弯矩及剪力计算

层次 （4 3 2 1 柱高层间剪力Vi （Dijhi m） 3.6 3.6 3.6 5.0 Dij （0. 0. 0. Vij k y （d Miju MijKN） KN） 1.2 1.2 1.2 2.627 0.39 0.45 0.49 0.55 KNm） 32.17 67.74 97.22 169.37 （KNm） 50.31 82.79 101.19 .58 739.07 1348.8 1777.87 2052.97 22.91 41.81 55.11 61.59 0.030 11.6.1横向框架梁端弯矩及剪力

根据MblMcuMcdibliblibr，MblMcuMcdibriblibr，

lVbMbrMbl，NVbrVbl

计算出梁端的弯矩及剪力，计算结果见表11-9及11-10：

表11-9 边梁弯矩及剪力计算

层次 4 3 2 1 lm 6.1 6.1 6.1 6.1 lKNm MbMbrKNm 32.55 74.38 109.30 152.56 VbKN 12.04 26.31 40.11 55.41 40.87 87.08 135.39 185.42

.专业.专注.

层次 lm 4 2.76 3 2.76 2 2.76 1 2.76 .专业.专注. 表11-10 走道梁弯矩、剪力及柱轴力计算

MlbKNm MrbKNm VbKN 边柱轴力 中柱轴力 17.76 17.76 12.43 -12.04 -0.39 40.58 40.58 29.41 -38.35 -3.49 59.63 59.63 43.21 -78.46 -6.6 83.24 83.24 60.32 -133.87 -11.5 40.8732.5540.8717.7650.3122.99.0932.1774.3887.0840.5882.7967.7452.4482.95109.3059.63135.39101.1970.66114.7697.22152.5683.24185.42138.58152.13345.3211-2 横向框架各层水平地震作用下弯矩图

12.8825.625.612.88-12.88-12.72-12.72-12.8828.9156.9256.9228.91-41.85-40.67-40.67-41.8543.59.12.1243.59-85.44-86.12-86.12-85.4453.92110.73110.7353.92-139.36-143.01-143.01-139.3659.48120.27120.2759.48-198.84-203.80-203.80-198.84

图

12 横向风荷载作用下框架的力和侧移计算

12.1 风荷载标准值的计算

12.1.1风荷载标准值

垂直于建筑物表面上的风荷载标准值当计算主要承重结构时按下式来计算： wkzszw0 式中，wk—风荷载标准值（kN/m2）

z—高度Z处的风振系数  s—风荷载体型系数 z—风压高度变化系数 w0—基本风压（kN/m2）

0=0.35KN/m，由《荷载规》，地区重现期为50年的基本风压：

地面粗糙度为C类。风载体型系数由《荷载规》第7.3节查得：

s=0.8（迎风面）和

s=-0.5（背风面）。

T1H/B=15.8/43.44=0.3，框架结构

(0.08～0.1)

m2n=

(0.08～0.1)×4=0.32～0.4（s），w0T120.06KNs2，由«

荷载规»表7.4.3、表7.4.4-3查得ξ=1.17、ν=0.4.。 由式z1HizH可算得

仍取中框横向框架柱，其负载宽度为4.5米，沿房屋高度的分布风荷载标准值为

q（z）＝4.5×0.35zsz=1.575zsz

根据各楼层标高处的高度Hi由«荷载规»表7.2.1查取μz，代入上式可得各楼层标高处的q（z），见表15，q（z）沿房屋高度分布图见图12所示。

表12-1沿房屋高度分布风荷载标准值

.专业.专注.

层次 4 3 2 1 Hi 15.8 12.2 8.6 5.0 HiH 1.000 0.772 0.544 0.316 z 0.77 0.74 0.74 0.74 z 1.608 1.488 1.344 1.200 q1z（迎） 1.560 1.387 1.253 1.119 q2z（背） 0.975 0.867 0.783 0.699

图12-1风荷载沿房屋高度分布图

其中，A为一榀框架各层节点的受风面积，取上层的一半和下层的一般之和，顶层渠道女儿墙顶，底层只取到下层的一半。注意底层的计算高度应从室外地面开始取，即为4.5m。

F4=（1.56+0.975）×（1.2+3.6/2）=7.61KN F3 =（1.387+0.867）×3.6=8.11KN

F2=（1.253+0.0.783）×3.6=7.33KN

.专业.专注.

F1=（1.253+0.0.783）×（4.5/2+3.6/2）=8.25KN

12.1.1风荷载作用下的水平位移验算

根据上述计算的水平荷载求出层间剪力，然后依据中框柱框架层间侧移刚度计算各层相对侧移和绝对侧移，计算过程见表12-2。

表12-2 风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算

层高层次 Fimm 3600 3600 3600 5000 KN 7.61 8.11 7.33 8.25 ViKN7.61 KNmD imm0.011 0. 0.033 0. i mm0.148 0.137 0.114 0. ihi 4 3 2 1 693922.27 693922.27 693922.27 385330.79 1/327273 1/156521 1/109090 1/61728 15.72 23.05 31.30 由表12-2可见，风荷载作用下的框架的最大层间位移角为1/61728，远小于1/550，满足规要求。

.专业.专注.

13 竖向荷载作用下横向框架的力计算

13.1 计算单元

仍取此中框架一榀框架为例计算，计算单元宽度为4.5m，如图13-1所示，由于房间无次梁，故直接传给该框架楼面荷载如图13-1中水平阴影线所示，计算单元围的其余楼面荷载则通过板和纵向框架梁以集中力的形式传递给横向框架，作用于各节点上，由于纵向框架中心线与柱的中心线不重合，因此在框架上还有集中力矩。

图13-1 横向框架计算单元

.专业.专注.

13.2 荷载计算 13.2.1恒载的计算

图13-2 各层梁上作用的恒荷载

对于第4层，如图13-2所示，q1，q1'代表横梁自重，为均布荷载形式。

q1250.340.625.27KNm，q1'250.290.423.045KNm

'q2，q2分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载，

由图13-1所示的几何关系可知：

'6.043.018.12KNm q26.044.527.18KNm，q2P1,P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自

重、楼板重和女儿墙等重力荷载。

P1124.52.252122.16.62.256.040.290.47254.55.276.623.1684.5166.57KN

P2124.52.252122.16.62.25122.250.751.56.040.290.47254.55.276.62165.90KN

.专业.专注.

则集中力矩：M1P1e1166.570.50.25220.82KNm

M2P2e2165.90.50.25220.73KNm

对于3～2层， q1，q1'包括梁自重和其上墙自重，为均布荷载。其它荷载的计算方法同第4层，结果如下：

q15.274.283.018.21KNm，q1'250.290.423.045KNm

'3.953.011.85KNm q23.954.517.78KNm，q24.444.03.151.81.80.41.81.8153.78KNP1124.52.252122.16.62.253.950.290.47254.55.276.62

0.290.47254.55.276.624.284.03.151.51.21.22.4

0.41.51.21.22.40.2155.01KNP2124.52.252122.16.62.25122.250.751.53.95则集中力矩：M1P1e1153.780.50.25219.22KNm

M2P2e2155.010.50.25219.38KNm

对于第1层， q1，q1'包括梁自重和其上墙自重，为均布荷载。其它荷载的计算方法同第4层，结果如下：

q15.274.284.424.10KNm，q1'250.290.423.045KNm

'3.953.011.85KNm q23.954.517.78KNm，q24.444.04.551.81.80.41.81.8178.65KNP1124.52.252122.16.62.253.950.290.47254.55.276.62

0.290.47254.55.276.624.284.04.551.51.21.22.4

0.41.51.21.22.40.2134.KNP2124.52.252122.16.62.25122.250.751.53.95则集中力矩：M1P1e1178.650.50.25222.33KNm

M2P2e2134.0.50.25216.83KNm

.专业.专注.

13.2.2活载的计算

活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图13-2所示：

图13-3 各层梁上作用的活荷载

对于第4层，不上人屋面，只有雪载

'0.4531.35KNm q20.454.52.025KNm，q2P1124.52.252122.16.62.250.458.91KN

P2124.52.252122.16.62.25122.250.751.50.459.92KN M1P1e18.910.50.2521.11 M2P2e29.920.50.2521.24KNm

对于3～1层，楼面活载

'236.0KNm q224.59.0KNm，q2P1124.52.252122.16.62.25239.6KN

P2124.52.252122.16.62.25122.250.751.5244.1KN

.专业.专注.

M1P1e139.60.50.2524.95KNm M2P2e244.10.50.2525.51KNm

表13-1横向框架恒载汇总表

层次 q1 q1' q2 'q2 P1 P2 M1 M2 KNm KNm KNm KNm KN 5.27 18.21 24.10 3. 3. 3. 27.18 17.78 17.78 18.12 11.85 11.85 166.57 153.78 178.65 KN KNm KNm 165.90 155.01 134. 20.82 19.22 22.33 20.73 19.38 16.83 4 3～2 1

表13-2横向框架活载汇总表 层次 q2 'q2 P1 P2 M1 M2 KNm 4 3～1 2.025 9.0 KNm 1.35 6.0 KN 8.91 39.6 KN 9.92 44.1 KNm 1.11 4.95 KNm 1.24 5.51 13.3恒载作用下力计算

梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配计算。计算时先对各节点不平衡弯矩进行第一次分配，向远端传递(传递系数为1/2)，然后对由于传递而产生的不平衡弯矩再进行分配，不再传递。由于结构和荷载均匀对称，故计算时可用框架。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力向叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到。计算柱底轴力还需考虑柱的自重。

13.3.1计算分配系数

对于边节点，与节点相连的各杆件均为固接，因此杆端近端的转动刚度S4i，i为

S杆件的线刚度，分配系数为11；对于中间节点，与该节点相连的走道梁的远端转化

S1j为滑动支座，因此转动刚度Si，其余杆端S4i，分配系数计算过程如下：

梁上分布荷载由矩形和梯形两部分组成，在求固端弯矩时可直接根据图示荷载计算，

.专业.专注.

也可根据固端弯矩相等的原则，先将梯形分布荷载以及三角形分布荷载，化为等效均布荷载，等效均布荷载的计算公式如图所示。

α=a/l qe=(1-2a+a)q qe=5q/8 图13-4 梯形荷载 图13-5 三角形荷载 第4层，即顶层梯形荷载化为等效均布荷载

‘23q边q4AB1(12)q4AB2

2327.1827.41KNm 5.27120.3410.341 'q中 q4BC158q4BC23.0455818.1214.37KNm 则顶层各杆的固端弯矩为

AB跨：两端均为固定支座

'2MABMBA112q边l边11227.416.6299.50KNm

BC跨：一端为固定支座，一端为滑动支座

23

MBC MCB'213q中l中1314.371.5210.78KNm '216q中l中1614.371.525.39KNm

3～2层梯形荷载化为等效均布荷载 ‘23q边qAB1(12)qAB2

18.21120.3410.34117.7832.70KNm

23'q 中qBC158qBC23.0455811.8510.45KNm

AB跨：两端均为固定支座

'2MABMBA112q边l边11232.706.62118.70KNm

BC跨：一端为固定支座，一端为滑动支座

MBC .专业.专注.

'213q中l中1310.451.527.84KNm

MCB'216q中l中1610.451.523.92KNm

1层梯形荷载化为等效均布荷载 ‘23q边q1AB1(12)q1AB2

24.1120.3410.34117.7838.59KNm

23'q中 q1BC158q1BC23.0455811.8510.45KNm

AB跨：两端均为固定支座

'2MABMBA112q边l边11238.596.62140.08KNm

BC跨：一端为固定支座，一端为滑动支座

MBC MCB'213q中l中1310.451.527.84KNm '216q中l中1610.451.523.92KNm

13.3.2框架弯矩二次分配及弯矩图

层次 四层 分配系数 固端弯矩 第一次分配 传递弯矩 第二次分配 最后弯矩 分配系数 固端弯矩 第一次分配 传递弯矩 第二次分配 最后弯矩 分配系数 固端弯矩 第一次分配 传递弯矩 第二次分配 最后弯矩 分配系数 固端弯矩 第一次分配 传递弯矩 第二次分配 最后弯矩 边节点 上柱 下柱 0.450 20.82 35.41 15.42 0.90 51.73 0.310 0.310 19.22 30.83 30.83 17.71 15.42 -5.16 -5.16 43.38 41.09 0.310 0.380 19.22 30.83 30.83 15.32 20.02 -5.88 -5.88 40.37 44.97 0.34 0.245 22.33 40.04 28. 15.42 2.47 1.78 57.93 30.67 15.34 表13-3 恒载作用下的框架弯矩二次分配 右梁 0.550 -99.50 43.27 -17.41 1.09 -72.55 0.380 -118.70 37.80 -16.47 -6.33 -103.7 0.3 -118.70 37.80 -16.47 -7.21 -104.58 0.415 -140.08 48.87 -22.68 3.01 -110.88 左梁 0.512 99.50 -34.81 21. -4.17 82.16 0.361 118.70 -32.93 18.90 3.18 107.85 0.361 118.70 -32.93 18.90 4.94 108.81 0.393 140.08 -45.36 24.44 -4.30 114.86 中节点 上柱 下柱 0.418 20.73 -28.42 -13.50 -3.40 -45.32 0.295 0.295 19.38 -26.99 -26.99 -14.21 -13.50 2.60 2.60 -38.60 -37. 0.295 0.295 19.38 -26.99 -26.99 -13.50 -18.53 -3.87 -3.87 -44.36 -49.39 0.321 0.232 16.83 -37.05 -26.78 -13.50 -3.51 -2.54 -54.06 -29.32 -14.66 右梁 0.070 -10.78 -4.76 -0.57 -16.11 0.049 -7.84 -4.48 0.43 -11. 0.049 -7.84 -4.48 -0. -12.96 0.054 -7.84 -6.232 -0.59 -14.66 三层 二层 一层

.专业.专注.

图13-6 恒载作用下的框架弯矩图

13.3.3梁端剪力和轴力

梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得，而柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到，计算恒载作用时的柱底轴力，要考虑柱的自重。

恒载作用下梁的剪力以及柱的轴力、剪力计算

①梁端剪力由两部分组成：

a.荷载引起的剪力，计算公式为：

ql1VVql(1) q1、q2分别为矩形和梯形荷

21AB2112载

VBVC .专业.专注.

1'1'''q1l2q2l2 q1、q2分别为矩形和三角形24

荷载

b.弯矩引起的剪力，计算原理是杆件弯矩平衡，即

AB跨 VAVBMABMBAl

②柱的轴力计算：

BC跨 因为BC跨两端弯矩相等，故VBVC0

顶层柱顶轴力由节点剪力和节点集中力叠加得到，柱底轴力为柱顶轴力加上柱的自重。其余层轴力计算同顶层，但需要考虑该层上部柱的轴力的传递。

（3）柱的剪力计算 柱的剪力：VM上＋M下l

式中，M上、M下分别为经弯矩分配后柱的上、下端弯矩，l为柱长度。

荷载引起的剪力：

第4层：VAVB125.276.627.186.6210.34177.187KN

VBVC123.0453.01418.123.018.158KN

第3～2层：VAVB1218.216.617.786.6210.34199.26KN

VB VBVC123.0453.01411.853.013.455KN

第1层： VAVB1224.16.617.786.6210.341118.6KN

VC123.0453.01411.853.013.455KN

弯矩引起的剪力，AB跨

第4层：VAVB72.5582.166.61.46KN 第3层：VAVB107.85103.76.60.63KN

第2层：VAVB108.81104.586.60.75KN 第1层：VAVB .专业.专注.

114.86110.886.60.60KN

列表如下：

表13-4 恒载作用下的梁端剪力及柱轴力 由荷载引起的 层次 AB跨 BC跨 由弯矩引起的 AB跨 BC跨 总剪力 AB跨 BC跨 柱子轴力 A柱 B柱 VAVB 77.187 99.26 99.26 118.6 VBVC 18.158 13.455 13.455 13.455 VAVB -1.46 -0.63 -0.75 -0.60 VBVC 0 0 0 0 VBVCVA 75.724 98.63 98.51 118.146 VB 78.7 99. 100.1 119.146 18.158 13.455 13.455 13.455 NA 242.29 531.15 820.50 1153.75 NB 262.71 567.51 872.53 1176.22 4 3 2 1 注：N底＝N顶＋柱自重(36.45KN)

图13-7 恒载作用下梁剪力、柱轴力图

13.4活载作用下力计算

当活荷载产生的力远小于恒荷载及水平力所产生的力时，可不考虑活荷载的不利布置，而把活荷载同时作用于所有的框架梁上，这样求得的力在支座处与按最不利荷载位置法求得力极为相近，可直接进行力组合。但求得的梁的跨中弯矩却比最不利荷载位置法的计算结果要小，因此对梁跨中弯矩应乘以1.1～1.2的系数予以增大。

梁上分布荷载为梯形荷载，根据固端弯矩相等的原则，先将梯形分布荷载以及三

.专业.专注.

角形分布荷载，化为等效均布荷载。活载作用下，顶层梯形荷载化为等效均布荷载

第4层，即顶层梯形荷载化为等效均布荷载

23‘232.0251.65KNq(12)q120.3410.3414AB2边'q中 58q4BC2581.350.84KNm 则顶层各杆的固端弯矩为

AB跨：两端均为固定支座

'2MABMBA112q边l边1121.656.625.99KNm

BC跨：一端为固定支座，一端为滑动支座

m

MBC MCB'213q中l中130.841.520.63KNm '216q中l中160.841.520.32KNm

3～1层梯形荷载化为等效均布荷载

23‘23q120.3410.34197.33KNm 边(12)qAB2' q中58qBC2586.03.75KNm

AB跨：两端均为固定支座

'2MABMBA112q边l边1127.336.6222.KNm

BC跨：一端为固定支座，一端为滑动支座

MBC MCB'213q中l中133.751.522.81KNm '216q中l中163.751.521.41KNm

13.4．1框架弯矩二次分配及弯矩图

层次 四层表13-5 活载作用下的框架弯矩二次分配 右梁 0.550 -5.99 2.68 -1.06 -1.27 -5. 0.380 -26.61 8.23 -3.30 -0.44 -22.12 0.3 -26.61 8.23 左梁 0.512 5.99 -2.11 1.34 0.70 5.92 0.361 26.61 -6.6 4.12 -0.20 23.93 0.361 26.61 -6.60 中节点 上柱 下柱 0.418 1.24 -1.72 -2.7 0.57 -3.85 0.295 0.295 5.51 -5.40 -5.40 -0.86 -2.7 -0.17 -0.17 -6.43 -8.27 0.295 0.295 5.51 -5.40 -5.40 右梁 0.070 -0.63 -0.29 0.10 -0.82 0.049 -2.81 -0.9 -0.05 -3.76 0.049 -2.81 -0.90 三层 二层 分配系数 分配系数 分配系数 边节点 上柱 下柱 0.450 1.11 2.20 3.36 -1.04 4.52 4.52 0.310 0.310 4.95 6.71 6.71 1.10 3.36 -0.36 -0.36 7.45 9.71 0.310 0.380 4.95 6.71 6.71 .专业.专注.

一层 分配系数 3.36 -1.169 8.91 0.34 7.36 3.36 0.08 10.80 3.68 -1.16 9.23 0.245 4.95 5.31 0.06 5.37 2.69 -3.30 -1.42 -23.10 0.415 -26.61 8.99 -3.60 0.10 -21.12 4.12 0.55 24.68 0.393 26.61 -7.19 4.50 -0.71 23.21 -2.7 0.45 -7.65 0.321 5.51 -5.87 -2.7 -0.58 -9.15 -2.94 0.45 -7. 0.232 -4.24 -0.42 -4.66 -2.33 0.07 -3. 0.054 -2.81 -0.99 -0.10 -3.9

图13-8 活载作用下的框架弯矩图

13.4.2梁端剪力和轴力

①梁端剪力由两部分组成：

a.荷载引起的剪力，计算公式为：

.专业.专注.

VAVBq2l1(1)2 q2为梯形荷载

VBVC1''q2l2 q2为三角形荷载 4b.弯矩引起的剪力，计算原理是杆件弯矩平衡，即

AB跨 VAVBMABMBAl

②柱的轴力计算：

BC跨 因为BC跨两端弯矩相等，故VBVC0

顶层柱顶轴力由节点剪力和节点集中力叠加得到，柱底轴力为柱顶轴力加上柱的自重。其余层轴力计算同顶层，但需要考虑该层上部柱的轴力的传递。

（3）柱的剪力计算

M上＋M下 柱的剪力：Vl

式中，M上、M下分别为经弯矩分配后柱的上、下端弯矩，l为柱长度。

荷载引起的剪力：

第4层：VAVB2.0256.6210.3414.46KN

VBVC141.353.01.00KN

第3～1层：VAVB96.6210.34119.8KN

VBVC1463.04.5KN

弯矩引起的剪力，AB跨 第4层：VAVB第3层：VAVB第2层：VAVB第1层：VAVB列表如下：

.专业.专注.

5.925.6.60.42KN 23.9322.126.60.27KN

24.6823.16.60.24KN 23.2121.126.60.31KN

表13-6 活载作用下梁端剪力及柱轴力 层次 由荷载引起的 AB跨 BC跨 由弯矩引起的 AB跨 BC跨 AB跨 总剪力 BC跨 柱子轴力 A柱 B柱 VAVB VBVC VAVB VBVC 4.46 19.8 19.8 19.8 1.00 4.5 4.5 4.5 -0.42 -0.27 -0.24 -0.31 0 0 0 0 VA 4.04 19.53 19.56 19.49 VB 4.88 20.07 20.04 20.11 VBVC1.00 4.5 4.5 4.5 NA 12.98 72.08 NB 14.8 78.97 4 3 2 1 131.24 143.11 190.33 207.32

图13-9 活载作用下梁剪力、柱轴力图

竖向荷载作用下边柱（A柱）剪力

表13-7 竖向荷载作用下边柱剪力 层次 恒载作用下 活载作用下 M上KNm M下KNm 51.73 41.09 44.97 30.67 43.38 40.37 57.93 15.34 VKN M上KNm M下KNm -26.42 -22.63 -28.58 -9.20 4.52 9.71 9.23 5.37 7.45 8.91 10.8 2.67 VKN -3.33 -5.17 -5.56 -1.61 4 3 2 1

.专业.专注.

竖向荷载作用下中柱（B柱）剪力

表13-8竖向荷载作用下中柱柱剪力 层次 恒载作用下 活载作用下 M上KNm M下KNm 45.32 37. 49.39 29.32 38.6 44.36 54.06 14.66 VKN M上KNm M下KNm 23.31 22.85 28.74 8.80 3.85 8.27 7. 4.66 6.43 7.65 9.15 2.33 VKN 2.86 4.42 4.73 1.40 4 3 2 1

.专业.专注.

14 力组合

14.1承载力抗震调整系数

从理论上讲，抗震设计中采用的材料强度设计值应高于非抗震设计时的材料强度设计值。但为了应用方便，在抗震设计中仍采用非抗震设计时的材料强度设计值，而是通过引入承载力抗震调整系数RE来提高其承载力。

表14-1承载力抗震调整系数RE 受弯梁 0.75 偏压柱 轴压比<0.15 0.75 轴压比>0.15 0.80 受剪 0.85 14.2框架梁力组合

梁一般取梁端和跨中作为梁承载力设计的控制截面。一般情况下，梁端为抵抗负弯矩和剪力设计控制界面，但在有地震作用组合时，也要组合梁端的正弯矩，因此梁的最不利组合力有：

梁端截面：Mmax，Mmax，Vmax；梁跨中截面：Mmax

14.2.1作用效应组合

结构或结构构件在使用期间，可能遇到同时承受永久荷载和两种以上可变荷载的情况。但这些荷载同时都达到它们在设计基准期的最大值的概率较小，且对某些控制截面来说，并非全部可变荷载同时作用时其力最大，因此应进行荷载效应的最不利组合。

永久荷载的分项系数按规定来取：当其效应对结构不利时，对由可变荷载效应控制的组合取1.2，对由永久荷载效应控制的组合取1.35；当其效应对结构有利时，一般情况下取1.0，对结构的倾覆、滑移或漂移验算取0.9。

可变荷载的分项系数，一般情况下取1.4。

均布活荷载的组合系数为0.7，风荷载组合值系数为0.6，地震荷载组合值系数为1.3；

.专业.专注.

14.2.1计算跨间弯矩

在恒载和活载作用下，跨间Mmax可近似取跨中的弯矩，跨中弯矩应按调幅后的支座弯矩及相应荷载用平衡条件求得。

在恒载和活载作用下，跨间Mmax可近似取跨中的M代替，

MM右1Mmaxql2左82

(14-1)

式中： M左、M右为梁端左右端弯矩见图3-15，图3-16中所示跨中M若小于1ql2，那么应取

8M12ql16

(14-2)

在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数解法来进行计算如图3-17所示：

图14-1 框架梁力组合图

.专业.专注.

图中：

MGA、MGB表示重力荷载作用下梁端弯矩 MEA、MEB表示水平地震作用下梁端弯矩

RA、RB表竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力

对图中RB作用点取弯矩可见：

RA1ql1(MGBMGAMEAMEB)

2l(14-3)

那么任意截面x处的弯矩为：

MRAx1qx2MGAMEA

2(14-4) 由dmdx0时，可求得跨间Mmax的位置为：

x1RA

q(14-5)

将X1代入任意截面处弯矩表达式，可得跨间最大弯矩为： MmaxMGE2RAMGAMEA 2q 1qx2MGAMEA

2(14-6)

当右震时，公式中MEAMEB反号即可以。

其中，MGE及x1的具体数值可参见表14-2、14-3所示，

.专业.专注.

表中的RA、x1和MGE均有两组数值，而梁的力组合情况见表14-4所示： 1.跨中弯矩 恒载作用下 第4层：q边第3层：q边第2层：q边第1层：q边27.41KNm，q中14.37KNm 32.70KNm，q中10.45KNm 32.70KNm，q中10.45KNm 38.59KNm，q中10.45KNm

第4层：MAB1827.416.621272.5582.160.887.37KNm MBC1814.3732125.72.555.920.811.5KNm

第3层：MAB1832.76.6212103.7107.850.893.43KNm MBC11610.45325.88KNm

第2层：MAB1832.76.6212104.58108.810.892.69KNm MBC11610.45325.88KNm

第1层：MAB1838.596.6212110.88114.860.8120.46KNm MBC活载作用下 第4层：q边其余层：q边1.65KNm，q中0.84KNm 7.33KNm，q中3.75KNm

1160.84322.29KNm 1163.75322.11KNm

11610.45325.88KNm

MBCMAB1161.656.624.49KNm，第4层：

MBCMAB1167.336.6219.96KNm，其余层：

.专业.专注.

表14-2左震作用下MGE 层次 4 位置 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 l 6.6 3 6.6 3 6.6 3 6.6 3 q 27.41 14.37 32.7 10.45 32.7 10.45 38.59 10.45 MGB 85.512 16.386 130.33 15.626 132.7 16.518 136.27 18.444 MGA 75.962 16.38 124.332 15.626 .2 16.518 130.1 18.444 MEA 39.97 17.19 86.13 39.69 132.79 58.71 188.24 81.71 MEB 31.5 17.19 72.76 39.69 107.62 58.71 149.77 81.71 RA 78.177 10.095 82.927 -10.79 70.51 -23.47 75.199 -38.8 x1 2.8521 0.7025 2.536 -1.032 2.1563 -2.245 1.9487 -3.713 MGE 75.494 4.3495 66.948 29.629 82.545 68.537 131.41 135.29 3 2 1 表14-3右震作用下MGE 层次 位置 l 3 q 27.41 14.37 32.7 10.45 32.7 10.45 38.59 10.45 MGB 85.512 16.386 130.33 15.626 132.7 16.518 136.27 18.444 MGA 75.962 16.38 124.332 15.626 .2 16.518 130.1 18.444 MEA -39.97 -17.19 -86.13 -39.69 -132.8 -58.71 -188.2 -81.71 MEB -31.5 -17.19 -72.76 -39.69 -107.6 -58.71 -149.8 -81.71 RA 99.835 33.015 131.08 42.135 143.36 54.815 177.63 70.148 x1 3.23 2.2975 4.0084 4.0321 4.3841 5.2455 4.6029 6.7128 MGE 65.881 4.3495 52.24 29.629 55.203 68.537 90.459 135.29 AB跨 6.6 4 BC跨 AB跨 6.6 3 BC跨 3 AB跨 6.6 2 BC跨 3 AB跨 6.6 1 BC跨 3

M（KN.m） 125.49 122.44

表14-4 框架梁力组合表

124.04 38.95 17.88 层数 位置 力 SGk ① SQk ② SEk左 ③ 40.87 -12.04 SEk右 ④ -40.87 12.04 32.55 -12.43 -17.76 12.43 竖向荷载作用下 1.2（①+0.5②）+1.3③/④ 1.35①+② -82.8 106.267 -93.476 111. -18. 25.5133 122.44 1.2①+1.4② -75.962 96.5248 -85.512 101.208 -16.386 23.16 111.13 SEk左 -19.223 77.08 -124.04 113.463 7.22 6.2306 75.55 SEk右 -125.49 108.945 -39.405 81.1454 -38.95 38.5486 66.06 A右 M V M V M V MAB -58.04 -4.51 75.724 4.04 B左4 -65.73 -4.74 -32.55 78.7 4.88 12.43 17.76 -12.43 B右 跨-12. -0.66 18.158 87.37 1 4.49 .专业.专注.

间 MBC M V M V M V MAB MBC M V M V M V MAB MBC M V M V M V 11.55 2.29 87.08 -87.08 26.31 74.38 -29.41 -40.58 29.41 17.8825 -129.7 152.681 -135.62 154.922 -15.849 22.4955 146. 10. -131.42 152.549 -137.26 155.175 -16.91 30.123 144.792 10. -136.65 178.987 -142.62 180.957 -18.956 22.63 182.281 10. 17. -124.33 145.698 -130.33 147.966 -15.626 22.296 140.06 10.01 -.26 145.596 -132.1 148.176 -16.518 29.076 .752 10.01 -130.1 169.061 -136.27 171.129 -18.444 22.446 172.076 10.01 4.66 3.032 95.871 -211.71 170.143 39.536 -19.537 66.91 31.15 .527 77.805 -258.39 188.317 63.329 -30.697 83.75 70.85 124.466 81.4362 -319.74 233.457 92.2 -59.57 128.6 140.66 4.66 -223.38 1.277 -18.326 93.677 -65.972 56.929 52.85 31.15 -287.49 182. 25.786 75.971 -91.709 81.9 55.45 70.85 -357.63 225.502 76.918 76.6252 -124.16 97.262 93.26 140.66 A右 -82.96 -17.7 98.63 19.53 -26.31 B左3 -86.28 -19.1 -74.38 99. -9.51 13.33 93.43 5.88 20.07 -3.01 4.5 19.96 2.11 29.41 40.58 -29.41 B右 跨间 A右 -83.66 -18.5 135.39 -135.4 98.51 19.56 -40.11 40.11 109.3 -43.21 -59.63 43.21 B左2 -87.05 -19.7 -109.3 100.1 20.04 43.21 59.63 -43.21 B右 跨间 -10.37 -2.91 18.98 92.69 5.88 -88.7 4.5 19.66 2.11 A右 -16.9 185.42 -185.4 55.41 118.15 19.49 -55.41 B左1 -91. -18.6 -152.6 152.56 119.15 20.11 -11.73 -3.12 13.455 4.5 60.32 83.24 -60.32 -60.32 -83.24 60.32 B右 跨间 MAB 120.46 19.66 MBC 5.88 2.11

14.3框架柱力组合

.专业.专注.

框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果参见表14-5所示：

表14-5 横向框架A柱弯矩和轴力组合

层位次 置 竖向荷载作用下 1.2①+1.4② 68.404 308.88 -62.49 352.62 62.902 738.29 -60.92 782.03 66.886 1168.3 -84. 1212.1 44.322 1651 -22.17 1694.7 1.2（①+0.5②）+1.3③/④ 力 SGk ① SQk ② 4.52 12.95 -7.45 12.95 9.71 72.08 -8.91 72.08 9.23 131.24 -10.8 SEk左 ③ -40.87 -12.04 22.99 -12.04 -.09 -38.35 52.44 -38.35 -82.95 -77.46 70.66 -77.46 -114.76 -133.87 152.13 -133.87 SEk右 ④ 40.87 12.04 -22.99 12.04 .09 38.35 -52.44 38.35 82.95 77.46 -70.66 77.46 117.76 133.87 -152.1 133.87 1.35①+② 74.356 340.04 -66.01 3.25 65.182 7.13 -63.41 838.34 69.94 1238.9 -.01 1288.1 46.775 1747.9 -23.4 1797.1 SEk左 11.657 282.866 -26.639 326.606 -28.183 630.773 14.382 674.513 -48.333 962.6 15.862 1006.39 -109.16 1324.67 177.747 1368.41 SEk右 117.919 314.17 -86.413 357.91 .451 730.483 -121.96 774.223 167.337 11.04 -167.85 1207.78 193.114 1672.73 -217.79 1716.47 柱4 顶 柱底 柱3 顶 柱底 柱2 顶 柱底 柱1 顶 柱底 M N M N M N M N M N M N M N M N 51.73 242.29 -43.38 278.74 41.09 531.15 -40.37 567.6 44.97 820.5 -57.93 856.95 131.24 30.67 5.37 1153.8 190.33 -15.34 -2.69 1190.2 190.33 表14-6 横向框架不柱弯矩和轴力组合 层位次 置 力 SGk ① SQk ② -3.85 14.8 6.43 14.8 -8.27 78.97 7.65 78.97 -7. SEk左 ③ -50.31 -0.39 32.17 -0.39 -82.79 -3.49 67.74 -3.49 -101.19 -6.6 97.22 -6.6 SEk右 ④ 50.31 0.39 -32.17 0.39 82.79 3.49 -67.74 3.49 101.19 6.6 -97.22 6.6 竖向荷载作用下 1.35①+② -65.03 369.46 58.54 418.67 -59.42 845.11 67.536 4.32 -74.57 1321 82.131 1370.2 1.2①+1.4② -59.77 335.97 55.322 379.71 -57.05 791.57 63.942 835.31 -70.31 1247.4 77.682 1291.1 1.2（①+0.5②）+1.3③/④ SEk左 -122.1 323.625 91.999 367.365 -158.06 723.857 145.884 767.597 -195.55 1124.32 196.748 1168.06 SEk右 8.709 324.639 8.357 368.379 57.197 732.931 -30.24 776.671 67.545 1141.48 -56. 1185.22 柱4 顶 柱底 柱3 顶 柱底 柱2 顶 柱底 M N M N M N M N M N M N -45.32 262.71 38.6 299.16 -37. 567.51 44.36 603.96 -49.39 872.53 143.11 54.06 9.15 908.98 143.11 .专业.专注.

柱1 顶 柱底 M N M N -29.32 -4.66 -.58 -11.51 169.37 -11.51 135.58 11.51 -169.4 -11.51 -44.24 1795.1 22.121 1844.4 -41.71 1701.6 20.854 1745.5 -218.13 1520.77 239.171 15.63 .274 1550.7 -201.19 15.63 1176.1 207.32 14.66 2.33 1212.7 207.32 表13-7 竖向荷载作用下边柱剪力 层次 恒载作用下 活载作用下 M上KNm M下KNm 51.73 41.09 44.97 30.67 43.38 40.37 57.93 15.34 VKN M上KNm M下KNm -26.42 -22.63 -28.58 -9.20 4.52 9.71 9.23 5.37 7.45 8.91 10.8 2.67 VKN -3.33 -5.17 -5.56 -1.61 4 3 2 1 表14-6 横向框架A柱剪力组合 1.2（①+0.5②）+1.3③/④ 层次 SGk ① SQk ② -3.33 -5.17 -5.56 -1.61 SEk左 ③ 17.74 32.37 42.67 53.38 SEk右 ④ -17.74 -32.37 -42.67 -53.38 竖向荷载作用下 1.35①+② 1.2①+1.4② -38.99 -35.72 -44.15 -14.03 -36.36 -34.39 -42.09 -13.3 SEk左 -10. 11.824 17.833 57.384 SEk右 -56.76 -72.34 -93.11 -81.4 4 3 2 1 -26.42 -22.63 -28.58 -9.202

表14-6 横向框架B柱剪力组合

1.2（①+0.5②）+1.3③/④ 层次 SGk ① SQk ② 2.856 4.422 4.733 1.398 SEk左 ③ 22.91 41.81 55.11 61.59 SEk右 ④ -22.91 -41.81 -55.11 -61.59 竖向荷载作用下 1.35①+② 1.2①+1.4② 34.326 35.265 43.527 13.273 31.972 33.607 41.109 12.512 SEk左 59.47 84.423 108.97 91.461 SEk右 -0.096 -24.28 -34.32 -68.67 4 3 2 1 23.311 22.847 28.736 8.796 .专业.专注.

15截面设计

15.1截面设计及构造措施

表15-1 框架梁纵向受拉钢筋最小配筋百分率（%）

抗震等级 一 二 三、四 梁中位置 支座 0.40和80ft /fy中的较大值 0.30和65ft /fy中的较大值 0.25和55ft /fy中的较大值 跨中 0.30和65ft /fy中的较大值 0.25和55ft /fy中的较大值 0.20和45ft /fy中的较大值 15.2承载力抗震系数

考虑地震作用时，结构构件的截面设计采用下面的表达式： SRrRE (3-18)

式中：rRE：表示承载力抗震调整系数见表3-22所示

S：表地震作用效应或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

在此截面配筋时，组合表中与地震力组合的力均应乘以rRE再与静力组合的力框进行比较，挑选出最不利力：

表15-2 承载力抗震调整系数rRE的值

材料 钢 筋 混 凝 土 结构构件 梁 轴压比〈0.15的柱 轴压比>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 rRE 0.75 0.75 0.80 0.85 0.85 .专业.专注.

15.2横向框架梁截面设计 15.2.1梁正截面截面设计

` 梁的控制截面如图3-19所示 图15-1 梁的力示意 混凝土强度等级： C25： fc11.9N/mm2

钢筋的强度等级：

纵筋：II级 箍筋：I级

式中：

fc：表混凝土立方体抗压强度设计值 fy：表钢筋的抗拉强度设计值

fy300N/mm2fy' fy210N/mm2fy'

fy'：表钢筋的抗压强度设计值

在计算中用fy与fy'相等，可以代换使用：

从梁力组合表中找出相应的数据，截面最不利力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配

.专业.专注.

筋计算。 以第4层为例：

A支座右边缘：MA124.081108.52880.5296.95KNm REMA0.7596.9572.71KNm B支座左边缘：MB左122.67112.54040.5294.53KNm REMB左0.7594.5370.90KNm B支座右边缘：MB右38.208638.58760.5228.56KNm REMB右0.7528.5621.42KNm

AB跨：MAB101.5415KNm，REMAB0.75101.541576.16KNm BC跨：MAB16.3165KNm，REMAB0.7511.316512.24KNm C25＜C50,所以10.8，11，

A右 b0.55

-75.962 -19.223 -125.49 108.945 -39.405 81.1454 -38.95 38.5486 66.06 M V M V M V MA-58.04 75.724 -65.73 78.7 -12. 18.158 87.37 -4.51 4.04 -4.74 4.88 -0.66 1 40.87 -12.04 -32.55 12.43 -40.87 12.04 -82.8 106.267 96.5248 77.08 B左 4 32.55 -12.43 -17.76 12.43 -93.476 -85.512 -124.04 111. 101.208 113.463 B右 17.76 -12.43 -18. -16.386 7.22 25.5133 23.16 6.2306 跨间 B 4.49 122.44 111.13 75.55 MBC11.55 2.29 17.8825 17. 4.66 4.66

表15-3 第四层框架正截面强度计算

.专业.专注.

截面 I 125.49 300×565 108.95 27.24 II 122.44 300×565 Ⅲ 124.04 300×565 113.46 28.37 IV 38.95 250×365 38.55 9. V 17.88 250×365 M（KN.m） bh0mm2 vKN bcvKN.m2 bcMOMvKN.m2 98.25 101.54 95.68 29.31 16.32 REM0KNm 73.69 76.16 71.76 21.98 12.24 sREM01fcbh020.07 0.0669 0.0668 0.0630 0.0555 0.0309 112s 0.0692 0.0651 0.0571 0.0314 s0.5(112s)As 0.9666 0.9654 0.9675 0.9715 0.9843 REM0mm2 sfyh0选筋 223 6 625 295 162 22 222 222 222 222 mm 实配面积% 760 760 760 760 760 0.448 0.448 0.448 0.833 0.833

表15-4 第三层框架正截面强度计算 截面 I 223.38 300×565 1.28 41.07 II 146.09 300×565 Ⅲ 211.71 300×565 170.14 42.54 IV 65.97 250×365 56.93 14.23 V 31.15 250×365 M（KN.m） bh0mm2 vKN bcvKN.m2 bcMOMvKN.m2 .专业.专注.

182.31 117.53 169.18 51.74 29.63

REM0KNm 136.73 88.14 .88 38.80 22.22 sREM01fcbh020.1200 0.1282 0.0773 0.1113 0.0979 0.0561 112s 0.0806 0.1183 0.1032 0.0577 s0.5(112s)As 0.9359 0.9597 0.9408 0.9484 0.9711 REM0mm2 sfyh01231 774 1137 534 299 选筋 325 325 325 325 325 实配面积mm 21473 1473 1473 1473 1473 % 0.869 0.869 0.869 1.614 1.614

表15-5 第二层框架正截面强度计算 截面 I 287.49 300×565 182.09 45.52 II 144.79 300×565 Ⅲ 258.39 300×565 188.32 47.08 IV 91.79 250×365 81.65 20.41 V 70.85 250×365 M（KN.m） bh0mm2 vKN bcvKN.m2 bcMOMvKN.m2 241.97 115.98 211.31 71.30 68.54 REM0KNm 181.48 86.99 158.48 53.47 51.41 sREM01fcbh020.1592 0.1745 0.0763 0.1391 0.1349 0.1297 112s 0.0795 0.1504 0.1455 0.1394 s0.5(112s) .专业.专注.

0.9128 0.9603 0.9248 0.9272 0.9303

AsREM0mm2 sfyh01676 763 1444 752 720 选筋 425 425 425 425 425 mm 实配面积219 19 19 19 19 % 1.159 1.159 1.159 2.152 2.152

表15-6第一层框架正截面强度计算 截面 I 357.63 300×565 225.50 56.38 II 182.28 300×565 Ⅲ 319.74 300×565 233.46 58.37 IV 124.16 250×365 97.26 24.32 V 140.66 250×365 M（KN.m） bh0mm2 vKN bcvKN.m2 bcMOMvKN.m2 301.26 150.95 261.38 99.85 135.29 REM0KNm 225.94 113.21 196.03 74.88 101.47 sREM01fcbh020.1983 0.2232 0.0993 0.1720 0.10 0.2560 112s 0.1048 0.1901 0.2112 0.3014 s0.5(112s)As 0.8884 0.9476 0.9050 0.44 0.8493 REM0mm2 sfyh02143 1006 1826 1092 1558 选筋 525 525 525 525 525 mm 实配面积22454 2454 2454 2454 2454 .专业.专注.

% 1.448 1.448 1.448 2.6 2.6

15.2.1梁斜截面截面设计

ln6.60.56.1m

查梁力组合表可知 以第4层为例： AB跨

lMb左震：

19.22KNm，Vbl77.KNMbr；124.04KNm Vbr113.46KN

lMb边19.2277.0.520.19KNm，

Mbr边124.04113.460.5295.68KNm

lMb右震：

125.49KNm，Vbl108.95KNMbr；39.41KNm Vbr81.15KN

lMb边125.49108.950.5298.26KNm，

Mbr边39.4181.150.5219.12KNm

表15-6 左震作用下AB跨支座边缘处弯矩 层次 4 3 2 1 M左 19.22 3.03 .53 124.47 V左 77. 95.87 77.81 81.44 M右 124.04 211.71 258.39 319.74 V右 113.46 170.14 188.32 233.46 M左边 -0.19 -20.94 45.078 104.11 M右边 95.675 169.18 211.31 261.38

表15-7 右震作用下AB跨支座边缘处弯矩 层次 4 3 2 M左 125.49 223.38 287.49 V左 108.95 1.28 182.09 M右 39.41 18.33 25.79 V右 81.15 93.68 75.97 M左边 98.253 182.31 241.97 M右边 19.12 -5.09 6.798 .专业.专注.

1 357.63 225.5 76.92 76.63 301.26 57.76 BC跨： 以第4层为例： 左震：Mb右

震

7.23KNm，Vb6.23KN，Mb边7.236.230.525.67KNm

：

Mb38.95KNm，

Vb38.55KN，

Mb边38.9538.550.5229.31KNm

表15-8 地震作用下BC跨支座边缘处弯矩 左震 层次 右震 M 7.23 39.54 63.33 92.26 V M边 5.6725 34.655 55.655 77.3675 M 38.95 65.97 91.71 124.16 V M边 29.3125 51.7375 71.2975 99.845 4 3 2 1 6.23 19.54 30.7 59.57 38.55 56.93 81.65 97.26 求VGb AB跨

q11.15.275.80KN第4层：

m，q21.127.180.54.532.37KNm

VGb125.806.132.376.1116.42KN 第

3

～

2

层

：

q11.118.2120.03KNm，

q21.117.780.54.522.03KNm

VGb1220.036.122.036.1133.84KN 第

1

层

：

q11.124.1026.51KNm，

q21.117.780.54.522.03KNm

VGb1226.516.122.036.1148.05KN BC跨

.专业.专注.

q11.13.0453.35KN第4层：m，q21.118.120.54.522.41KNm

VGb123.352.7622.412.7635.54KN 第

3

～

1

层

：

q11.13.0453.35KNm，

q21.111.850.54.515.51KNm

VGb123.352.7615.512.7626.03KN 求V，VlREMbMbrvblnVGb，：表剪力增大系数，三

v级框架，依规取用1.1； 以第4层为例： AB跨：

lrMb边Mb边0.19+95.68=95.8798.26+19.12=117.38KNm

VA1.195.876.1116.42133.71KNVB左1.1117.386.1116.42137.59KN

，

REVA0.85133.71113.65KN，REVB左0.85137.59116.95KN（取大

值）

V116.95KN

BC跨：

V0.851.129.3122.7635.5450.07KN

AB跨

表15-9 框架梁AB跨剪力组合表 层次 4 3 2 1 M左边 98.25 20.94 45.08 104.11 M右边 19.12 169.18 211.31 261.38 ln 6.1 6.1 6.1 6.1 VGb 116.42 133.84 133.84 148.05 V 116.9473 142.9053 153.0631 181.83 BC跨

.专业.专注.

表15-10框架梁BC跨剪力组合表 层次 4 3 2 1 M左边 29.3125 51.7375 71.2975 99.845 M右边 29.3125 51.7375 71.2975 99.845 ln 2.76 2.76 2.76 2.76 VGb 35.54 26.03 26.03 26.03 V 50.06928 57.17953 70.43214 .77411

表15-11 四层斜截面强度计算表

截面 设计剪力V （KN） ’支座A右 支座B左 支座B右 108.95 81.15 38.55 REV’ （KN） 调整后剪力V （KN） 92.61 116.95 99.41 300×565 68.98 116.95 99.41 300×565 32.77 50.07 42.56 250×365 REV （KN） bh0 mm2 0.25fcbh0 （KN） 504.26V n28 50.3 200 504.26V n28 50.3 200 271.47Vn28 50.3 100 （mm）箍筋直径肢数n Asv1 mm2 箍筋间距s （㎜） Vcs0.7ftbh01.25fyvnAsv1h0 s225.29REV0.168 225.29REV0.168 177.51REV0.402 svnAsv’ （%） b’ssvmin0.24ftfyv （%） 0.145 0.145 0.145

表15-12 三层斜截面强度计算表

截面 设计剪力V （KN） ’支座A右 支座B左 支座B右 1.28 93.68 56.93 .专业.专注.

REV’ （KN） 调整后剪力V （KN） . 142.91 121.47 300×565 79.63 142.91 121.47 300×565 48.39 57.18 48.60 250×365 REV （KN） bh0 mm2 0.25fcbh0 （KN） 504.26V n28 50.3 200 504.26V n28 50.3 200 271.47Vn28 50.3 100 （mm）箍筋直径肢数n Asv1 mm2 箍筋间距s （㎜） Vcs0.7ftbh01.25fyvnAsv1h0 225.29REVs0.168 225.29REV0.168 177.51REV0.402 svnAsv’ （%） b’ssvmin0.24

ftfyv （%） 0.145 0.145 0.145 表15-13 二层斜截面强度计算表

截面 设计剪力V （KN） ’支座A右 支座B左 支座B右 182.09 75.97 81.65 REV’ （KN） 调整后剪力V （KN） 154.78 153.06 130.10 300×565 .57 153.06 130.10 300×565 69.40 70.43 59.87 250×365 REV （KN） bh0 mm2 0.25fcbh0 （KN） 504.26V n28 50.3 200 504.26V n28 50.3 200 271.47Vn28 50.3 100 （mm）箍筋直径肢数n Asv1 mm2 箍筋间距s （㎜） Vcs0.7ftbh01.25fyvnAsv1h0 s225.29REV225.29REV177.51REV .专业.专注.

svnAsv’ （%） b’s0.168 0.168 0.402 svmin0.24

ftfyv （%） 0.145 0.145 0.145 表15-14一层斜截面强度计算表

截面 设计剪力V （KN） ’支座A右 支座B左 支座B右 225.50 76.63 97.26 REV’ （KN） 调整后剪力V （KN） 191.68 181.86 154.58 300×565 65.14 181.86 154.58 300×565 82.67 .77 76.30 250×365 REV （KN） bh0 mm2 0.25fcbh0 （KN） 504.26V n28 50.3 200 504.26V n28 50.3 200 271.47Vn28 50.3 100 （mm）箍筋直径肢数n Asv1 mm2 箍筋间距s （㎜） Vcs0.7ftbh01.25fyvnAsv1h0 225.29REVs0.168 225.29REV0.168 177.51REV0.402 svnAsv’ （%） b’ssvmin0.24ftfyv （%） 0.145 0.145 0.145

15.2横向框架柱截面设计

混凝土为C25 纵筋为II级 箍筋为I级

fc11.9Nmm2

fy300N/mm2 fy210N/mm2

.专业.专注.

15.2.1 柱的轴压比验算

表15-14 框架柱轴压比 柱型 层次 4 A柱 3 2 1 4 B柱 3 2 1 N 3.249 838.34 1288.123 1797.1 418.666 4.316 1370.233 1844.425 Nfcbh 0.13084 0.281795 0.432982 0.604067 0.140728 0.30061 0.460583 0.619975 RE 0.75 0.8 0.8 0.8 0.75 0.8 0.8 0.8 备注 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足 小于0.9，满足

15.2.2 柱正截面承载力计算

1.A柱

查柱力组合表，找出每层柱的最不利力组合，取每层柱最大弯矩及相应轴力。柱节点上下端最大弯矩要与1.1倍梁支座边缘处弯矩之和作比较。 即若M柱1.1M梁，则取柱的弯矩， 若M柱1.1M梁，

则M‘，M‘ 上柱1.1M梁M上柱M柱下柱1.1M梁M下柱M柱 .专业.专注.

(1)e0M/N(2)eamax{(3)eie0ea(4)10.5fcAN1h;20}mm30l0hl1(6)1(0)212e1400ihh0(5)21.150.01(7)eei0.5hs(8)Nb1fcbh0N(大偏心);b(小偏心)Ne0.43h02bfc11fcbh0(0.8b')(h0s')N(ei0.5h(9)AsAs'N)2bfcNe1fcbh02(10.5)'(大偏心);AsAs(小偏心)fy'(h0s')fy'(h0s')

表15-15 A柱正截面计算及配筋

层次 4 88.44 235.63 4500 500 460 230000 3 110.76 584.39 4500 500 460 230000 2 133. 966.23 4500 500 460 230000 1 174.23 1373.18 5000 500 460 230000 M(KNm) N（KN） l0（mm） bh（mm） h0（mm） bh0（mm） 2e0 （mm） 375.3342 16.66667 20 395.3342 6.312863 1 .531 16.66667 20 209.531 2.5453 1 .5695 16.66667 20 158.5695 1.5394 1 .8807 16.66667 20 146.8807 1.083252 1 h/30 ea（mm） ei（mm） 0.5Afc/N 1 .专业.专注.

l0/h 9 1 9 1 9 1 10 1 21.150.01l0/h 1(l0/h)212/(1400ei/h0) 1.067321 1.127018 1.16784 1.2237 ei （mm） e （mm） 421.9485 631.9485 0.086091 大偏心 236.1452 446.1452 0.213515 大偏心 .507 218+20 1137 0.494 22185.1838 395.1838 0.353025 大偏心 125.6066 18+20 1137 0.494 22179.7378 3.7378 0.50171 大偏心 491.8501 18+20 1137 0.494 2(b0.55) 偏心性质 AsAs′（mm） 2358.5865 218+20 1137 0.494 2选筋 实配面积（mm） 2%

表15-16 B柱正截面计算及配筋

层次 4 91.57 242.72 4500 500 460 230000 3 .45 579.09 4500 500 460 230000 2 156.44 9.46 4500 500 460 230000 1 191.34 1251.71 5000 500 460 230000 M(KNm) N（KN） l0（mm） bh（mm） h0（mm） bh0（mm） 2e0 （mm） 377.266 16.66667 20 397.266 6.128461 218.3598 16.66667 20 238.3598 2.568685 173.9266 16.66667 20 193.9266 1.65377 152.8629 16.66667 20 172.8629 1.188374 h/30 ea（mm） ei（mm） 0.5Afc/N .专业.专注.

1 l0/h 1 9 1 1 9 1 1 9 1 1 10 1 21.150.01l0/h 1(l0/h)212/(1400ei/h0) 1.066994 1.111656 1.137239 1.190076 ei （mm） e （mm） 423.8803 633.8803 0.088681 大偏心 2.9741 474.9741 0.211578 大偏心 292.4733 218+20 1137 0.494 22220.5409 430.5409 0.32863 大偏心 329.2719 18+20 1137 0.494 22205.72 415.72 0.457329 大偏心 605.0502 18+20 1137 0.494 2(b0.55) 偏心性质 AsAs′（mm） 2374.2452 218+20 1137 0.494 2选筋 实配面积（mm） 2%

15.2.2 柱斜截面承载力计算

此处以B柱为柱力，控制点取第一层梁与B柱节点，其它层及A柱参考B柱配筋。

第一层梁与B柱节点的柱端弯矩由表15-2所示

.专业.专注.

IIIIIIIIIIII 图15-2 柱截面计算示意图

其中剪力设计值按下式调整：

McuMclVc1.1Hn

式中：

Hn：表柱净高

Mcu、Mcl：表柱上下端顺和逆时针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

1.5弯矩增大系数

V0.16fcbh01.5fyvAsvh0s0.056NRE

同时，柱受剪截面应符合如下条件：

取底层柱为研究对象，柱顶弯矩为218.134KNm，柱底弯矩为239.171KNm，乘以折减系数0.85，又因为是底层柱，所以要乘以弯矩增大系数1.15 Vc0.2fcbh0RE

.专业.专注.

Vc1.1213.23233.795.0.40KN 面

尺＞Vc

寸

：

验算柱截

0.2fcbh0RE0.211.95004601030.854KN满足要求

箍筋数量计算,剪跨比：

Hn2h05.010324605.433,取3而0.3fcbhc0.311.95005001032.5KNN1651.37KN取N2.5KNV0.16fcbh01.5fyvAsvh0s0.056NREfyvAsvh0sREV0.16fcbh01.50.056N0.8588.250.1611.950046010331.50.0562.572.290

此处按构造配置配筋 柱顶和柱底加密区围取：hcMax500,Hn650006,833850mm

因而此处箍筋数量取10100（四肢） 验算箍筋加密区最小体积配筋率：

v98.544604304301000.78%0.6%

符合要求

而非加密区箍筋采用10200。 因而按上述计算来配筋给柱子配筋。

15.3 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度地震时，未按抗震设计的多层框架结构节点较少破坏，在8度地震时，部分节点，尤其是角柱节点发生程度不同的破坏，在9度以上地震作用下，多数框架节点，产生严重震害，因此，对不同的框

.专业.专注.

架，应有不同的节点承载力和延性要求。《建筑结构抗震规》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，仅按构造要求配筋，不再进行受剪承载力计算。

.专业.专注.

16 基础设计

16.1 基础设计

此处采用柱基础，基础力如图4.1所示，以A柱为例，进行基础力分配及配筋计算。

基础采用C25混凝土，垫层采用C15混凝土，垫层采用100mm厚，不考虑地基变形验算，其允许地基承载力

fk220KN/m2。

16.2基础底面积计算

地基承载力设计值：

fa1.1fk242KN/m2

图16-1基础力图

.专业.专注.

如图16-1所示：

M1239.17KNm

N115.63KN

考虑由基础梁及砖墙传给基础顶面的竖向荷载设计值，基础梁尺寸采用250×400：

N2=（0.25×0.3）×（4.5/2×2+6.1/2）×25+5.32

×（4.5/2×2+6.1/2）×

(5.0-0.5-0.45)=18.75+161.595=180.345KN

A1N/(fd)=（15.63+180.345）/（242-20×1.2）

=8.69m2

A（1.1～1.4）A1=9.56～12.17

㎡

取基础底面尺寸为a×b=3.3m×3.3m

A=3.3×3.3=10.m2

16.3承载力验算

基础抵抗矩

W16ba2163.33.325.99m3

NN1N215.63180.34515.155KN

PmaxNAMVhWd15.15510.239.1781.400.75.99201.2290.4KNm2

.专业.专注.

PminNAMVhWd15.15510.239.1781.400.75.99201.2150.49KNm20 PminNAd174.0324198.03KNm2f242KNm2

16.4抗冲切验算

在轴心荷载作用下

PjNab15.1553.33.3170.03KNm2(Pj为相应荷载效应基本组合的地基净反力)

要满足PjA10.7hpftbmh0 式中：

A1—冲切力作用面积

hp—受冲切承载力截面高度影响系数，当基

础高度h不大于800mm，hp=1.0，当h大于或等于2000mm，hp=0.9

基础高h如图4-1所示 取为700mm

h0h35665mm

C20混凝土 ft=1.1×103KN/m2

a3.3ac2h00.520.70.0351.83m

A1a2ac2h0bb2bc2h03.320.520.6653.323.320.520.6651.m22

btbc，bbbc2h0

bmh0btbb2h0bch0h00.50.6650.6650.775m2

PjA1170.031.321.36KNm20.71.01.11030.775596.54KNm2

.专业.专注.

满足抗冲切要求，故基础高度选为0.7m 要求：

PmaxA10.5ftbmh0

L3.9m＞at+2h0=0.4+2×（0.7-0.）=1.73m

A1 =（3/2-0.5/2-0.665

2

）×2.5-

（2.5/2-0.4/2-0.665）=1.31m2bm(btbt2h0)/2

所以 0.665=0.708㎡

bmh0 =（0.4+0.665）×

PmaxA1=269.18×1.31=352.63KN/m2＜0.6ftbmh0=0.6×

1.43×103×0.708=607.46KN/m2

满足抗冲切要求，故基础高可选为0.7m高。

16.5力及配筋

图16-2 基础截面尺寸图

.专业.专注.

1-1截面，即柱边截面

M1124Pjaac2bbc124170.033.30.523.30.5394.36KNm22

As1M10.9fyh0394.361060.92106653138mm2

2-2截面，即柱边截面

M2124Pjbbc2aac124170.033.30.523.30.5394.36KNm22

As2M20.9fyh0394.361060.92106653138mm2

3-3截面，变阶截面处

M3124Pjaa12bb1124170.033.31.923.31.9118.03KNm22

As3M30.9fyh0118.031060.9210665939mm2

4-4截面，变阶截面处

M4124Pjbb12aa1124170.033.31.923.31.9118.03KNm22

As4M40.9fyh0118.031060.9210665939mm2

按As1和As3中大值配置平行于a方向的钢筋，并放置在下层，

按As2和As4中大值配置平行于b方向的钢筋，并放置在上排 放置下层：na100s13300100100133根

取s100，d4Asn43138333.1411.0mm 取d12mm，即12100

.专业.专注.

放置上排：na100s13300100200116根

取s200，d4Asn43138163.1415.8mm 取d12mm，即16200

.专业.专注.

17 板的设计及配筋

根据《混凝土结构设计规》（GB50010—2002），楼板长边l02与短边l01之比小于2时，宜按双向板计算。楼板长边l02与短边l01之比大于2，但小于3.0时，宜按双向板计算，当按沿短边受力的单向板计算时，应沿长边方向布置足够的构造钢筋。

根据本工程的实际尺寸，楼板全为双向板，楼板按照弹性方法进行计算。

双向板按弹性理论的计算方法：

①多跨连续双向板跨中最大正弯矩：

为了求得连续双向板跨中最大正弯矩，荷载分布情况可以分解为满布荷载g+q/2及间隔布置q/2两种情况，前一种情况可近似认为各区格板都固定支承在中间支承上，对于后一种情况可近似认为在中间支承处都是简支的。沿楼盖周边则根据实际支承情况确定。分别求得各区格板的弯矩，然后叠加得到各区格板的跨中最大弯矩。

②多跨连续双向板支座最大负弯矩： 支座最大负弯矩可按满布活荷载时求得。

17.1设计荷载

恒载： g=1.2×3.95=4.74KN/m2 活载： q=1.4×2.0=2.80KN/m2

17.2四边支承板的力及截面配筋计算

.专业.专注.

ABAABAABAABAABAABA 图17-1 现浇板区格布置图(部分) 17.2.1区格A（双向板）

计算跨度： lx4.5m，ly6.6m，lxly0.68

查得四边嵌固时的弯矩系数和四边简支时的弯矩系数如下表

lxly

支承条件四边嵌固 四边简支

ax

0.0331 0.0710

ay

0.0106 0.0286

'ax a'y

-0.0569

0.68 -0.0747

取钢筋混凝土的泊松比为0.2，则可求得A区格板的跨中和支座弯矩如下：

v22Mx0.03310.20.0106gq2lx0.07100.20.0286q2lx0.03310.20.01064.742.824.520.07100.20.02862.824.526.554KNmv2My0.01060.20.0331gq2lx0.02860.20.0710q2lx20.01060.20.03314.742.824.520.02860.20.07102.824.523.354KNm'2Mx0.0747gqlx0.07474.742.84.5211.406KNm '2Mx0.0569gqlx0.05694.742.84.528.688KNm

.专业.专注.

17.2.2 区格B（双向板）

计算跨度： lx3.0m，ly4.5m，lxly0.67

查得四边嵌固时的弯矩系数和四边简支时的弯矩系数如下表

lxly

支承条件四边嵌固 四边简支

ax

0.0338 0.0720

ay

0.0103 0.0280

'ax a'y

-0.0570

0.67 -0.0750

取钢筋混凝土的泊松比为0.2，则可求得A区格板的跨

中

和

支

座

弯

矩

如

下

：

v22Mx0.03380.20.0103gq2lx0.07200.20.0280q2lx0.03380.20.01034.742.823.020.07200.20.02802.823.022.93KNm

v22My0.01030.20.0338gq2lx0.02800.20.0720q2lx0.01030.20.03384.742.823.020.02800.20.07202.823.021.491KNm'2Mx0.0750gqlx0.07504.742.83.025.069KNm '2Mx0.0570gqlx0.05694.742.83.023.861KNm

17.2.2 截面设计

1.截面有效高度h0：

假定选用10钢筋，则短边方向跨中的面的有效高度

h0=100-20=80

mm，长边方向跨中截面的有效高度

h0=80-10=70mm

2.受拉钢筋As的计算：为了简化计算，近似取力臂系数

=0.9，则As=M0.9fyh0

3.截面配筋计算

.专业.专注.

截面位置

h0

lx方向 ly方向

80 70 80 MKNm Asmm2

6.554 3.354 2.930 配筋 实配面积

跨中 区格A

433 254 194 10150 10150 10150 523 523 523 lx方向 区格B

支座 AA BB

.专业.专注.

ly方向

70 80

80

1.491 113 11.406 754 5.069

335

10150 523 10100 785 10150

523

18 楼梯设计

此处所选1#楼梯为例为例进行设计计算，踏步高取150mm，踏步宽取300mm，平台宽取1800mm，其基本布置如图6-1所示： 选用标准层计算C25混凝土 I级钢筋

17801780图18-1 楼梯示意图

33001800

18.1 楼梯段板设计 18.1.1 板厚确定

h130l1303300110mm,取h120mm

图18-2 楼梯构造详图

.专业.专注.

18.1.2 荷载计算

取1m板宽计算 楼梯斜板的的倾角

tan1150300tan10.52634'，cos0.44

恒载计算：

踏步重：1.00.3120.30.15251.875KN 斜板重：1.00.440.12253.35KNm

m

m

20mm厚粉刷层重：0.30.150.31.00.02200.6KN 15mm厚板底抹灰：1.00.440.015170.29KN 恒载标准值：gkm

1.8753.350.60.296.12KNm

m

恒载设计值：gd=1.26.127.34KN 活载标准值：pk 活载设计值：pd2.512.5KNm 1.42.53.5KNm

总荷载设计值：qd

gdpd7.343.510.84KNm

图18-3 荷载分布示意图

18.1.3 力计算

跨中弯矩：M110qdl211010.843.3211.80KNm

.专业.专注.

18.1.4 配筋计算

结构重要性系数01.0

h0h2012020100mm

s0M1fcbh021.011.801061.011.9100010020.099

s112s21120.09920.948

AsMsfyh011.81060.948210100596mm2

故选用

10@130As604mm2

分配布置筋选用6@300

18.2 平台板计算 18.2.1平台板

取1m宽计算，板厚为80mm来计算： 恒载：

平台板自重：1.20.08252.4KN/m 板面抹灰重：1.20.02200.48KN/m 板底抹灰重：1.20.02170.41KN/m 恒载设计值：gd=3.29KNm

活载设计值：pd1.42.01.02.8KNm 总荷载设计值：qdgdpd3.292.86.09KNm

18.2.2力计算

计算跨度： l1.80.121.68mm 板

跨中弯矩 .专业.专注.

：

M18qdl2186.091.6822.15KNm

18.2.3截面承载力计算

取用 h0801565mm sMfcbho22.151060.0428 11.91000652

受力筋选用：

s112s0.9692

M2.15106AS162mm2

sfsho0.969210658150（AS1mm2）

分布筋也选用：

8150（AS1mm2）

18.3 平台梁计算

此处以平台楼Tl1为例来计算：先确定平台梁的截面：

llna3.660.243.9mm ln1.053.663.84mm

取小者 l3.84m

h11l3.840.32m1212

120h1500.284mm0.4

取大者用 h320mm

18.3.1 荷载计算

平台板传来均布荷载：6.09KN/m

.专业.专注.

梯段板传来的均布荷载：

10.843.323.2923.920.03KN/m

梁自重：0.250.40250.02(0.400.10)1722.70KN/m 所以荷载设计值：qd18.3.2 力计算

gdpd6.0920.032.7028.82KNm

平台梁计算跨度： l =3.84m 净跨： ln=3.66m

M18qdl21828.823.84253.12KNm

ql21V28.823.6652.74KN/m

2218.3.3 承载力计算

计算高度： h0=400-35=365mm 正截面承载力计算，此处以例L形截面计算：

l38400mm 66按梁肋净距考虑： b'fsb16302501065mm

22翼缘有效宽度： b'f取小值： b'f判断T型截面类型：

0mm

h0=365mm， b'f0mm，h'f70mm

fcb'fh'fhoh'f11.907029512170=KNmM53.12KNm 2按第一类截面计算：

M53.12106s0.0524 '22fcbfh011.90365112ss0.9542

.专业.专注.

M53.12106AS509mm2

Sfvho0.954300365选用:316(As603mm2)

架立筋选用：212 斜

截

面

较

核

：

0.25fcbho0.2511.9250365103=271.47KN52.74KN

所以截面尺寸满足要求：

此处按不配置腹筋来计算，则箍筋用量为：

0.07fcbho0.0711.925036576.01KN

选双肢箍筋：6200，Asv psvnAsvbsfy128.3mm2 s200mm b250mm

228.30.113%

2502000.0211.90.113% 210 pmin0.02fc满足要求!

vcs0.07fcbho1.5nAsv/sfyv.ho

76.011.5228.3210365

200 108.55KNV60.43KN 满足要求!

.专业.专注.