学生宿舍楼建筑结构设计

学生宿舍楼建筑结构设计

本科毕业设计(论文)

题目：潍坊学院学生宿舍楼建筑结构设计

教学单位： 工程技术系 专 业： 土木工程 学 号： 1009291086 姓 名： 陈阳 指导教师： 徐振中 刘长江

2014年 4月

第一章 建筑设计 ........................................................... 1

1.1建筑概况

........................................................... 1

第二章 结构设计 ........................................................... 2

2 .1结构体系选择与结构平面布置 ............................................................. 2

2.2 承重方案的选择 ...................................................................................... 2 2.3 结构布置

......................................................... 3

2.3.1结构平面布置原则 ..................... 3 2.3.2结构竖向布置原则 ..................... 3

2.4结构总体布置 ............................................................................................ 3 2.5框架梁尺寸确定 ........................................................................................ 5 2.6柱的尺寸选择 ........................................................................................... 5 2.7板的尺寸选择 ........................................................................................... 6 2.8材料选择 ................................................................................................... 7 2.9计算简图的确定 ....................................................................................... 7 2.10重力荷载设计

.................................................... 8

2.10.1屋面做法 ................................... 8 2.10.2 楼面做法 .................................. 8 2.10.3 卫生间做法 .............................. 8 2.10.4 外墙做法 .................................. 9 2.10.5内墙做法 ................................... 9

2.11楼层荷载代表值计算

.............................................. 9

2.11.1梁、柱自重 ............................... 9 2.11.2各层墙体自重 ......................... 10 2.11.3楼面自重 ................................. 14 2.11.4楼梯板自重 ............................. 14 2.11.5卫生间自重 ............................. 14

2.11.6屋楼面活荷载 ......................... 14

第三章 地震作用下框架内力计算 ..................................... 15

3.1各层重力荷载代表值 ............................................................................. 15 3.2横向框架侧移刚度计算

.......................................... 16

b3.2.1横梁线刚度i计算 ..................... 16

3.3 柱线刚度ic计算 .................................................................................. 17

3.4柱的侧移刚度D值计算 ......................................................................... 18 3.5横向框架自震周期 ................................................................................. 19 3.6水平地震作用下的位移验算

..................................... 22

3.6.1水平地震作用下，横向框架的内力计算 .................................................. 22 3.6.2水平地震作用下框架边柱剪力和柱端弯矩标准值 .................................. 23 3.6.3水平地震作用下梁端弯矩，剪力以及柱轴力计算 .................................. 24

第四章 荷载作用下框架结构的内力计算 ............................. 29

4.1计算单元的选取 ...................................................................................... 29 4.2荷载计算

........................................................ 30

4.2.1 恒荷载计算 .............................. 30 4.2.2 活荷载计算 .............................. 31

4.3内力计算

........................................................ 36

4.3.1 固端弯矩 .................................. 36 4.3.2 弯矩分配 .................................. 37

第五章 内力组合计算 ................................................... 43

5.1梁端剪力及柱轴力计算 ......................................................................... 43

5.2横向框架内力组合

.............................................. 44

5.2.1结构抗震等级 ........................... 44 5.2.2框架内力组合 ........................... 44

5.3内力的组合方法 ..................................................................................... 52 5.4框架梁设计

...................................................... 54

RE5.4.1承载力抗震调整系数 ........... 54 5.4.2梁控制截面及内力计算 ........... 55

5.5梁截面配筋计算

................................................. 57

5.5.1 AB跨正截面配筋计算 ........... 57 5.5.2 BC跨正截面配筋计算 ............. 59

5.6主梁斜截面设计

................................................. 61

5.6.1 AB跨. ..................................... 61 5.6.2 CD跨 ....................................... 62

5.7 次梁设计

....................................................... 62

5.7.1 荷载设计值计算 ...................... 63 5.7.2正截面承载力计算 ................... 63

5.8次梁斜截面受剪承载力计算

..................................... 65

第六章 柱及楼板计算 ................................................... 65

6.1柱的构造要求 ......................................................................................... 65

6.2 柱的轴压比、剪跨比验算 .................................................................... 67 6.3柱正截面承载力计算6.4柱正截面配筋计算6.5柱斜截面配筋计算

............................................ 68

.............................................. 69 .............................................. 76

6.5.1柱斜截面承载力验算 ............... 76

6.6楼板设计

......................................................... 78

6.6.1截面设计 ................................... 80 6.6.2单向板计算 ............................... 82

6.7 楼梯设计

...................................................... 82

6.7.1 楼梯板设计 .............................. 82 6.7.2 荷载计算 .................................. 83 6.7.3截面计算 ................................... 84 6.7.4平台板设计 ............................... 85 6.7.5 荷载计算 .................................. 85 6.7.6截面设计 ................................... 85 6.7.7平台梁设计 ............................... 86 6.7.8 荷载计算 .................................. 86 6.7.9 截面设计 .................................. 86

总 结 ....................................................................... 88 致 谢 ..................................................................... 90 参考文献 .................................................................. 91

西京学院本科毕业设计（论文） 第一章 建筑设计

1.1建筑概况

潍坊学院学生宿舍楼建筑结构设计，主体为多层钢筋混凝土框架结构，总建筑面积5281.8平方米，平面布置要求具备学生宿舍楼的基本的功能，立面处理力求简洁、明快、美观大方. 1.2主要技术条件

（1）温度：年平均气温约为15.7℃，极端最高温度为43.0℃，极端最低温度为-14.0℃。

（2）冬季主导风向为东北、东风，夏季主导风向为东南、东风，基本风压为0.40KN/ m2，地面粗糙度为B类。

（3）雨雪条件：年平均降水量1021.3mm，日最大降水量110mm，1小时最大降水量68mm。最大积雪深度190mm，基本雪压为0.65KN/ m2，土壤最大冻结深度为0.30m。

（4）地质条件：自然地表0.8m内为填土，填土下层为2.8m厚细-中粗砂，再下为卵砾石层，地基承载力特征值为500-600KN/m2。地下水位稳定埋深9.5-10.8m，属潜水类型。地下水对混凝土结构不具有腐蚀性，但在干湿交替条件下对钢筋混凝土结构中的钢筋具有弱腐蚀性。建筑场地平坦，道路通畅，水电就近可以接通，基本具备开工建设条件。

1

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第二章 结构设计

2 .1结构体系选择与结构平面布置

结构体系应该满足使用功能要求，尽可能的与建筑形式相一致，有足够的承载力，刚度和延性，施工简便，经济合理。该工程选用的结构体系为框架体系。

（1）建筑平面布置灵活，能获得较大空间，易于满足多功能的使用要求。 （2） 建筑立面容易处理。墙体只起维护作用，结构自重较轻。

（3） 计算理论较成熟，在一定的高度范围内造价较低，施工简便。 （4） 在结构受力性能方面，框架结构属于柔性结构，自振周期较长，地震反应较小，经过合理的结构设计，可以具有较好的延性。

（5）其缺点是结构抗侧刚度较小，在地震作用下侧向位移较大。 因此，框架结构体系一般适用于非地震地区、或层数较少的高层建筑。在抗震设防烈度较高的地区，其建筑高度应严格控制。

2.2 承重方案的选择

根据楼盖的平面布置及竖向荷载传力途径。框架承重方案分为：横向框架承重、纵向框架承重和纵横向承重等几种。

在实际工程中，一般采用横向承重方案是在横向布置框架承重梁。因房屋横向较短，柱数量较少，当采用横向承重方案时，横向框架梁的截面高度大，

2

西京学院本科毕业设计（论文） 可增加框架横向侧移刚度。当柱网平面接近正方形时，现浇楼面为双向板，此时，宜采用纵横向框架承重。本设计采用的是纵横向承重方案。

2.3 结构布置

2.3.1结构平面布置原则

结构平面形状宜简单、规则、对称刚度和承载力分布均匀，不应采用严重不规则的平面形状。结构的主要抗侧力构件应对称布置，尽量使结构的刚度中心和质量中心重合，避免地震时引起结构扭转及局部应力集 2.3.2结构竖向布置原则

结构竖向布置应使体型规则、均匀，避免有较大的外挑和内收，质量沿高度方向均匀分布，结构的承载力和刚度宜自下而上逐渐减小，避免抗侧力结构的侧向刚度和承载力突变.

2.4结构总体布置

多层建筑中控制侧向位移成为结构设计的首要问题。在设计中通常通过控制高宽比来实现。在工程中，高宽比H/B＜3，满足要求。柱网布置尺寸还受梁跨比限制，梁跨比一般在6~9之间为宜。

本工程采用内廊式柱网布置，见下图

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图2.1 柱网布置

4

西京学院本科毕业设计（论文） 2.5框架梁尺寸确定

主梁尺寸确定

主梁设计： h=(1/8—1/12)L 其中L为梁的跨度，梁截面尺寸应满足承载力，刚度及延性要求 纵框架梁

6.6m跨: h=(1/12—1/8)x6600=(550~825) 取h=700

b=(1/2~1/3)x700=(233~350) 取b=300

2.7m跨: h=(1/12—1/8)x2700=(225~338) 取h=700(考虑施工因素)

b=(1/2~1/3)x700=(233~350) 取b=300

横框架梁

4.2m跨: h=(1/12—1/8)x4200=(350~525) 取h=500

b=(1/2~1/3)x500=(167~250) 取b=250

3.6m跨: h=(1/12—1/8)x3600=(300~450) 取h=450

b=(1/2~1/3)x450=(225~150) 取b=300

次梁尺寸确定

次梁设计： h=(1/12—1/18)L 其中L为梁的跨度，梁截面尺寸应满足承载力，刚度及延性要求

进深: 6.6m跨: h=(1/12—1/18)x6600=(550~825) 取h=600

b=(1/2~1/3)x600=(200~300) 取b=250

表2.1梁截面尺寸及各层混凝土强度等级 梁截面尺寸及各层混凝土强度等级 层次 2~5 砼强度等级 C30 主梁 300x700 次梁 250x600 0 1 C30 300x700 250x600 0

300x70走道梁 300x702.6柱的尺寸选择

（1）根据《建筑抗震设计规范》GB500112001第6.3.6和6.3.7，柱的截面尺寸宜符合下列要求：

1．

柱截面的宽度和高度均不宜小于300 mm；圆柱直径不

5

西京学院本科毕业设计（论文） 宜小于350mm 2． 3． 4．

剪跨比宜大于2；

截面长边与短边的边长比不宜大于3； 柱的轴压比不宜超过0.8。

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：

N NFgEn AC

fNc其中 N——柱组合的轴压力设计值；

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

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

n——验算截面以上楼层层数；

F——案简支状态计算的柱的负载面积； Ac——柱截面面积；

[μN]——框架柱轴压比限值，对一级、二级、三级抗震等

级分别取0.7、0.8、0.9；

f——混凝土轴心抗压强度设计值；

计算底层柱截面尺寸：

本工程为三级抗震等级，轴压比限值[μN]=0.7,各层重力荷载代表值近似取12.0 KN/m2，柱的混凝土强度等级不低于C30，本设计柱采用C30混凝土，fc=14.3N/mm2 ft=1.43 N/mm2。

根据计算本设计柱截面尺寸取值如下： 每层： 360mm×250mm

2.7板的尺寸选择

当lo2lo12时，可按单向板计算，单向板常用跨度1.7~2.5，一般不超过3m,板厚与跨度最小比值hl(1/35~1/40)，走道板lo2lo12，按单向板计算，取100板厚。板厚应在满足建筑功能和方便施工的条件下尽可能薄，现浇板的厚度一般以100mm为模数，其厚度应根据使用环境、受力情形、跨度等条件综合确定。现浇板最小厚度为80mm，故取板厚为100mm，其中屋面、楼面、楼梯平台板的厚度均为100mm，卫生间的板厚为100mm。

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2.8材料选择

本工程抗震等级为三级，故混凝土等级不宜低于C20，则梁、柱采用C30，板、楼梯均采用C30。

根据《钢筋混凝土设计规范》，结构构件中的纵向受力钢筋宜选用Ⅱ、Ⅲ级钢筋，箍筋宜选用Ⅰ、Ⅱ级钢筋。根据《建筑抗震设计规范》，普通钢筋宜选用延性、韧性和可焊性较好的钢筋，故本设计中梁、柱的受力钢筋选用HRB335级钢筋，箍筋选用HRB235级钢筋。

2.9计算简图的确定

计算的一榀框架作为计算单元。计算简图：本工程竖向五层，计算跨度以轴线距离为准（即形心线距离为准），梁轴线取至板底，2~5层柱高即为层高3.6m；底层柱高度从基础顶面算起，即h1=3.6+0.45++0.5=4.55m如下图：

7

西京学院本科毕业设计（论文） 图2.2横向框架计算简图

2.10重力荷载设计

2.10.1屋面做法

(1) 屋面均布恒载

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

100mm厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/㎡ 15mm厚纸筋石灰抹底 0.015×16=0.24 kN/㎡ 共计 4.38 kN/㎡ 2.10.2 楼面做法

按楼面做法逐项计算

25厚水泥砂浆找平 0.025×20=0.05 kN/㎡ 100厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/㎡ 15厚纸筋石灰抹灰 0.015×16=0.24 kN/㎡ 共计 3.24 kN/㎡ 2.10.3 卫生间做法

地

砖

防

水

楼

面

： 8

2.0 k

西京学院本科毕业设计（论文） N/ ㎡

100mm现浇钢筋混凝土板： 0.1×25=2.5 kN/㎡ 15mm厚顶棚抹灰： 0.21 kN/㎡

合4.71 kN/㎡ 2.10.4 外墙做法

外墙

300厚混凝土陶粒砌块，陶粒砌块的容重=7.0kg/m3

0.3×7.0=2.1 kN/㎡ 合计

KN/㎡

2.10.5内墙做法

1．采用200mm陶粒空心砌块 7X0.2=1.4 KN/㎡ 2．内墙装饰（两面） 2mm厚纸巾石灰罩面（双面） 16×0.002=0.064 kN/㎡ 12mm厚1：3：9水泥石灰砂浆打底分开抹平（双面） 20×0.012=0.48 kN/㎡

合计1.944 KN/㎡

2.1

计

：

2.11楼层荷载代表值计算

2.11.1梁、柱自重

表2.2各楼层梁、柱重力荷载计算 层次 构件 横梁6.6 b 0.3 h 0.7   1.05 g 5.51 li n 16 Gi G i25 6.6 661.5 9

西京学院本科毕业设计（论文） 一层 二 至 五 层 纵梁6.6 纵梁3.6 横梁2.7 次梁 柱 横梁6.6 纵梁6.6 纵梁3.6 横梁2.7 次梁 柱 0.3 0.3 0.3 0.25 0.3 0.3 0.3 0.3 0.25 0.7 0.7 25 25 1.05 1.05 1.05 1.05 1.1 1.05 1.05 1.05 1.05 1.05 1.1 5.51 5.51 3.94 4.59 9.9 5.51 5.51 5.51 3.94 4.59 9.9 6.6 3.6 2.6 6.6 20 8 7 10 727.32 158.69 64.50 1192.83 1441.44 2644.80 2909.28 634.75 286.83 4771.31 4561.92 1612.01 0.45 25 0.6 0.7 0.7 0.7 25 25 25 25 25 1192.83 1441.44 4.55 32 7.5 6.6 3.6 3.6 6.6 64 80 32 28 40 6448.04 0.45 25 0.6 25 25 4771.31 4561.92 3.6 128

2.11.2各层墙体自重

表2.3各层墙体计算表

层次 一层 填充内墙 7×0.2=1.4 单位面积荷载类型 自重（kN/㎡） 填充外墙 7×0.3=2.1 [(6.6-0.6)×(3.6-0.7)×4]+[(6.6-0.6)×(3.6-0.7)×12]-[（2.1x2.0）×20]- [(3.3-2.7)×(3.6-0.7)x2] =201.16 面积（m） 2总荷载（kN） 422.44 508.12 [(6.6+0.1)10

×(3.6-0.6)] ×

西京学院本科毕业设计（论文） 层次 类型 单位面积荷载自重（kN/㎡） 面积（m） 2总荷载（kN） 10+[(6.6-0.7) ×(3.6-0.7)]×12- [(0.9x2.1)×18-(1.5×2.4) ×2-(3.3-0.6) (3.3-0.7))×4]=362.94 外墙饰面 0.544 201.16 109.43 内墙饰面 0.544 362.94 197.44 C-1 塑 钢 窗 C-2 MLC-1 0.4 (2.1×2.0) ×20 (2.1×1.0) ×4 (2.0×2.0) ×24 84 4.2 8.0 木 门 M-1 0.2 (2.7×2.7) ×24 14.58 合计 1393.21

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西京学院本科毕业设计（论文） 填充外墙 7×0.3=2.1 [(6.6-0.6)×(3.6-0.7)×4]+[(6.6-0.6)×(3.6-0.7)×12]-[（2.1x2.0）×22]- 395.30 [(2.0x2.0)×2]=188.24 [(6.6+0.1)×(3.6-0.6)] ×10+[(6.6-0.7) ×(3.6-0.7)]×12-[(0.9x2.1)×20-(1.5×521.72 2.4) ×2-(3.3-0.6) (3.6-0.7))×2]=372.66 填充内墙 7×0.2=1.4 外墙饰面 内墙饰面 标 准 层 塑 钢 窗 C-2 MLC-3 C-1 0.544 188.24 102.4 0.544 372.66 202.73 (2.1×2.0) ×20 84 0.4 (2.1×1.0) ×4 4.2 (2.0×2.0) ×24 8.0 木 M-门 1 0.2 (1.0×2.1) ×24 14.58 合计 1367.55

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西京学院本科毕业设计（论文）

·层次 类型 单位面积荷载自重（kN/㎡） 面积（m2） 总荷载（kN） 五 层 填充外墙 7x0.3=2.1 [(6.-0.6)×(3.6/2-0.7)×4]+[(6.6-0.6)×(3.6/2-0.7)×12]-[（2.1x2.0）×20]- [(2.0x2.0)×2]=17.56 36.88 填充内墙 7x0.2=1.4 (6.6+0.1)×(3.6/2-0.6)] ×10+[(6.6-0.7) ×(3.6/2-0.7)]×12-[(0.9x2.1)×20-(1.5×2.4)-2x(3.3-0.6)×(3.6/2-0.7))×2]=124.68 174.55 外墙饰面 内墙饰面 塑 钢 窗 C-2 ML C-1 M-1 (1.0×2.1) ×24 4.2 C-1 0.4 (2.1×2.0) ×20 (2.1×1.0) ×4 (2.0×2.0) ×24 84 4.2 8.0 0.544 174.55 94.96 0.544 36.88 20.06 木门 13

西京学院本科毕业设计（论文） 合计 434.05

2.11.3楼面自重

3.24×17.6x39.6=2258.15 KN 2.11.4楼梯板自重

楼梯板自重按投影面积算，板厚取100mm，装饰与楼面相同。 1.5×3.24×2×6.6×3.3=120.29 KN 2.11.5卫生间自重

4.71×1.2×6.6x3.3×2=279.77 KN 2.11.6屋楼面活荷载

1）屋面活荷载（屋面活荷载取雪荷载0.25KN/㎡ 39.6×17.6×0.25=174.24KN 2)楼面活荷载： 2.0 KN/㎡

一层（2.7×6.6×2)×2+(6.6×6)×2.0=1393.92KN 二至四层：（（2.7×6.6×2)×2+(6.6×6)×2.0=1393.92KN

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第三章 地震作用下框架内力计算

3.1各层重力荷载代表值

表3.1各层集中质量

总荷载Ｇ 层次 楼层面 梁 1/2下柱 1/2上柱 1/2上墙 1/2下墙 楼梯 一 3052.68 2804.8 871 570 709 684 120.3 8811.78 15

西京学院本科毕业设计（论文） 二 3052.68 2804.8 570 570 684 684 120.3 8485.78 三 3052.68 2804.8 570 570 684 684 120.3 8485.78 四 五 3052.68 2804.8 3052.68 2804.8 570 570 570 684 684 684 120.3 8485.78 7111.48 注:Ｇ单位为：kN

图3.1 重力荷载代表值

3.2横向框架侧移刚度计算

3.2.1横梁线刚度ib计算

1.横梁的线刚度计算 梁的线刚度： ibEcIb l0式中：Ec----混凝土弹性模量 l0----梁的计算跨度

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西京学院本科毕业设计（论文） Ib----梁截面惯性矩

I0----梁矩形部分的截面惯性矩

表3.2横梁的线刚度ib

类别 层次 1.5 ib 2.0ib 中框架 Ec b×h I0 l0 ib 边框架 AB3.00×跨1~5 104 梁 C3.00×D1~5 跨104 梁 走3.00×道1~5 104 梁 300×700 300×700 8.58×109 8.58×109 6600 3.43×1010 3.43×1010 5.15×1010 6.86×1010 6600 5.15×1010 6.86×1010 300×450 2.28×109 2700 2.63×1010 3.95×1010 5.26×1010

注：EC单位为：kN/mm2 ； ib 单位为：KN．mm；b、h、l0单位为：mm；I0

单位为mm4

3.3 柱线刚度ic计算

主线刚度计算见表6.2。混凝土强度等级均为C30 柱的线刚度ic=

EcIc hc 式中：Ic----柱截面惯性距 hc----柱的计算高度

17

西京学院本科毕业设计（论文） 表3.3柱线刚度kc计算

层次 1 2~4 5 hc 4550 3600 3600 Ec 3.00×104 3.00×104 3.00×104 b×h 360×250 360×250 360×250 ICbh3/12 icEcIc/hc 1.08×1010 1.08×1010 1.08×1010 7.12×1010 9.00×1010 9.00×1010

图3.2一榀边框架梁 柱线刚度

3.4柱的侧移刚度D值计算

计算公式：Dc12ic hc2式中：c----柱侧移刚度修正系数，c=

K0.5K(一般层)，（底层）. c=2K2K K----表示梁柱线刚度之比，Ki2icb（一般层），Kiicb（底层）

18

西京学院本科毕业设计（论文）

表3.4 侧移刚度计算表 层次 柱 A柱 边 柱 底 层 中 柱 B柱 C柱 D柱 A柱 B柱 C柱 D柱 A柱 边 二 ~ 五 层 中 柱 柱 K 0.8 c 0.47 D=12cic/hc2 14961.94 21965.40 21965.40 14961.94 16235.29 23557.09 23557.09 16235.29 20870.37 44462.96 44462.96 20870.37 25407.41 51722.22 51722.22 25407.41 根数 2 2 2 2 5 5 5 5 2 2 2 2 5 5 5 5 D 2.77 0.69 2.77 0.69 0.80 0.47 1.09 0.51 3.70 0.74 3.70 0.74 1.09 0.51 0.57 0.22 481467.02 1039296.44 B 柱 1.95 0.49 C柱 D柱 A柱 B柱 C柱 D柱 1.95 0.50 0.57 0.22 0.76 0.28 1.60 0.57 2.63 0.57 0.76 0.28

3.5横向框架自震周期

抗震设计地震分组为第一组，Ⅱ类场地，本框架结构的特征周期Tg0.35s，设防烈度为7度抗震，按顶点位移计算框架的自震周期，先求出顶点的水平位移T，公式：T11.70i1，计算框架的基本周期，0周期折减系数0.7，i为假想位移。

19

西京学院本科毕业设计（论文） 表3.5横向框架考虑的顶点位移

层次 Gj（KN） G（KN） jDi（KNm） 层间相对位移 i（m） iG/D 5 4 3 7111.48 8485.78 8485.78 7111.48 15597.3 24083.04 2 8485.78 32568.82 1 8811.78 41380.6 481467 0.086 0.086 1039296 0.030 0.116 1039296 1039296 1039296 0.007 0.020 0.023 0.166 0.159 0.139 T11.70.70.166=0.48S 水平地震作用及楼层地震剪力计算

场地类别为Ⅱ类,7度设防烈度时,结构的特征周期Tg=0.35s和水平地震影响系数max=0.12

因为T1=0.48s＜１.４Tg＝１.４×０.３５＝0.49s，故不考虑顶部附加地震作用.

。 FEK1Geq（多质点应取总重力荷载代表值的85%）

FEK(

TgT1)max0.85Gi=（

ri150.350.9)×0.12×0.85×41380.6=4336.26kN 0.48表3.6各项质点横向水平地震作用及楼层地震

剪力计算表（单位：kN）

20

西京学院本科毕业设计（论文） 层次 5 4 （ him）3.6 3.6 Gi Hi(mGiHi GiHi/GiHi j15Fi（kN） Vi(kN) ) 7111.48 18.95 134762.5 8485.78 15.35 130256.7 0.23 0.19 1172.2 1049.1 800.8 1172.2 2226.3 3027.1 3 3.6 8485.78 11.75 99707.9 0.15 600.6 2 3.6 8485.78 8.15 69159.1 0.10 3627.7 360.4 1 4.55 8811.78 4.55 40092.2 0.06 3988.1 注）：1.表中Fi=

GiHiGHij15FEK；２.Ｇi单位为kN；

i各质点水平地震作用及楼层剪力沿房屋高度的分布见下图：

图3.3水平地震作用和层间剪力示意图 单位

21

西京学院本科毕业设计（论文） （kN）

3.6水平地震作用下的位移验算

弹性变形验算，为防止框架结构中的非结构构件再多与地震作用（或风荷载）下出现过重破坏，应限制房屋的层间位移（按弹性方法计算）

表3.7水平地震作用下的位移计算

层数 5 4 3 2 1 层间剪力 层间刚度 Vi/Di 层高 层间位移角限值 Vi（KN） Di（KN/m）1177.2 2226.3 3027.1 3627.7 3988.1 1039296 1039296 1039296 1039296 481467 0.0012 0.0021 0.0030 0.0034 0.0083 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 cui/hi 0.00033 0.00060 0.00081 0.00097 0.0018 附：抗震变形验算查表得钢筋混凝土框架弹性层间位移角限制c1/550，根据验算层间最大位移角发生在第二次层0.0018＜1/550，满足要求。

水平地震作用下，横向框架内力计算 3.6.1水平地震作用下，横向框架的内力计算 横向框架柱端弯矩及剪力计算：

选一榀框架进行柱端弯矩剪力计算，用D值法计算，求得第i层的层间剪力Vi以及该层柱上下端弯矩Miju Mijb分别按下式计算

DijVV MbVyh MuV(1y)h ijiijijijijsDijj1yy0y1y2y3

22

西京学院本科毕业设计（论文） Dij为i层j柱的侧移刚度 h该层柱的计算高度 y框架柱的反弯点高度比 y0框架柱的标准反弯点高度比

y1为上、下层梁线刚度变化时的反弯点高度比的修正值 y2、y3为上、下层层高变化时的反弯点高度比的修正值

bu Mij、Mij柱的下、上端弯矩

3.6.2水平地震作用下框架边柱剪力和柱端弯矩标准值

表3.8水平地震作用下框架边柱剪力和柱端弯

矩标准值

层数 边柱 hi 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 Vi Dij Dij Vij K y b Mnu Mn5 4 3 2 1

1177.2 538222 1065 23.296 0.35 0.32 0.32 0.32 0.55 0.225 20.44 0.21 0.21 0.21 0.30 32.91 44.75 53.62 70.41 123.8 168.34 201.72 2226.3 646390 12639 43.53 3027.1 646390 12639 59.19 3627.7 646390 12639 70.93 3988.1 524880 11595 88.1 140.08 326.85 表3.9水平地震作用下框架中柱剪力和柱端弯

矩标准值

层数 中柱 hi 3.6 3.6 Vi Dij Dij Vij K y 0,21 0.21 b Mnu Mn5 4 1177.2 538222 19861 35.72 2226.3 646390 19861 68.41 0.56 0.56 31.34 51.72 107.96 194.56 23

西京学院本科毕业设计（论文） 3 2 1

3.6 3.6 4.55 3027.1 646390 19861 93.01 0.56 0.21 0.21 0.30 70.32 84.26 264.52 316.99 3627.7 646390 19861 111.46 0.56 3988.1 524880 13857 105.29 0.95 167.41 390.63 3.6.3水平地震作用下梁端弯矩，剪力以及柱轴力计算 梁端弯矩、剪力及柱轴力按下式计算：

梁端弯矩按公式：Mr Mblbliblribibriblribib(Mib1,jMiu,j)

(Mib1,jMiu,j)lrMbMb粱端剪力按公式： Vb l柱轴力按公式： Ni(VblVbr)kkin

lr分别表示节点左、右梁的线刚度 ib、iblr分别表示节点左、右梁的弯矩 Mb、MbNi表示柱在i层的轴力

梁端剪力的计算：

表3.10梁的剪力计算

层次 l Mbr Mb边横梁 L (m) 6.6 6.6 6.6 6.6 6.6 走道梁 Vb l Mbr MbL (m) 2.7 2.7 2.7 2.7 2.7 Vb (KN·m) 37.7 79.0 110.7 135.6 192.7 (KN·m) (KN·m) 5 4 3 2 1 70.41 144.24 201.25 246.47 380.47 62.61 131.0 183.4 224.6 321.3 (KN·m) (KN·m) (KN·m) 21,11 45.35 45.35 94.89 132.84 162.7 231.37 43.69 94.89 61.06 132.84 74.77 162.7 111.39 231.37 24

西京学院本科毕业设计（论文）

表3.11水平地震作用下

层数 边柱 5 4 3 2 1 -21.11 -64.8 -125.86 -200.63 -312.02 N轴力（KN） 中柱 -16.59 -51.9 -101.54 -162.37 -243.68 注：柱轴力中的负号表示拉力，当为左震作用时，左侧两根柱子为拉力，对应的右震两根柱为压力。

地震作用下梁端弯矩M见图3.4 地震作用下梁柱V及N见下图3.5及3.6

25

西京学院本科毕业设计（论文）

图3.4左震作用下的框架弯矩图（KN/M）

26

西京学院本科毕业设计（论文）

图3.5 左震作用下粱端剪力图（KN）

27

西京学院本科毕业设计（论文）

图3.6竖向荷载作用下柱端轴力图（KN）

28

西京学院本科毕业设计（论文）

第四章 荷载作用下框架结构的内力计算

取横向框架进行计算，计算单元宽度为6.6m，由于各层布置有次梁，故直接传给该框架的荷载如图中的水平阴影线所示，在竖向荷载作用下梁端弯矩可以考虑塑性内力重分布。

4.1计算单元的选取

根据支座弯矩相等条件在梯形荷载作用下，计算等效荷载

图4.1 荷载等效图

我国的《混凝土结构设计规范》（GB50010—2002）对钢筋混凝土板有以下

29

西京学院本科毕业设计（论文） 规定：当

lxl3时，可按沿短跨方向受力的单向板计算；当2x3时，宜按双lyly向板计算，如仍按单向板设计，应加强短边支座的构造钢筋；当1lx2时，ly应按单向板设计。本设计符合第二种情况，所以遵守双向板荷载传递方式，如图7.2所示。

4.2荷载计算

4.2恒荷载作用计算简图

4.2.1 恒荷载计算 （1）五层恒荷载计算

q1代表横梁自重，为均布荷载形式

=1.05（为考虑梁的粉刷自重）

q1=0.3×0.7×25×1.05=5.513kN/m

q2为房间板传给横梁的线荷载 q2=4.38×3.6=13.01kN/m

P1、P2、分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载。它包括次梁自重、

楼板重和内墙等的重力荷载。

12.67.57.5P3.61.6521.654.936.437.54.59132.63KN1222

30

西京学院本科毕业设计（论文）

12.67.57.5P23.61.6521.653.61.224.936.437.54.59175.23KN222 集中力矩

0.60.319.89KN.m20.60.3M2Pe175.2326.28KN.m 112M1Pe11132.63

（2）1~4荷载计算

q1,代表横梁自重，均为线荷载形式。

q1=5.51KN/M q1=5.51KN/M q2代表房间和走道梁传给横梁的梯形荷载

3.3=10.69KN/M q2=10.69KN/M q2=3.24×

P1、P2、分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载。它包括次梁自重、

楼板重和内墙等的重力荷载。

12.47.57.5P3.31.6521.654.385.517.54.383.1112227.53.32.41.52169.76KN

12.67.57.5P23.31.6521.653.31.224.385.517.24.382221.47.53.31.22.1198.498KN

集中力矩

0.60.325.46KN.m 20.60.3M2P2e2198.49829.77KNM

2M1Pe11169.764.2.2 活荷载计算

31

西京学院本科毕业设计（论文）

4.3 梁上活荷载作用计算简图

(1) 五层：q2活载活载（取均布荷载标准值）

（不考虑地震作用，活载取屋面活载和雪荷载中的最大值） 不上人屋面0.5KN/m2 雪荷载0.20KN/m2

P1、P2、分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载。它包括次梁自重、楼板

重和内墙等的重力荷载。

0.5=1.65KN/m q2=3.3×

12.67.5P3.31.6521.6510.57.29KN 2212.67.5P23.31.6521.653.31.220.511.61KN

22M1Pe117.290.60.31.09KNM 2对于二~四层楼板

3.3=6.6KN/M q2=2.0×

12.67.5P3.31.6521.651229.16KN 2212.67.5P23.31.6521.6523.321.20.2031.32KN

22M1Pe1129.160.60.34.374KNM 20.60.3M2P2e231.324.698KNM

232

西京学院本科毕业设计（论文） 将以上恒荷载计算结果汇总见表4.1，活载见表4.2

表4.1横向框架恒载汇总表

层次 5 1~4

q1 (KN/M) 5.15 5.15 q2KN/M 13.01 10.69 P1 KN 132.63 169.76 P2M1M2KNM 26.28 29.77 KNM KNM 175.23 198.498 19.89 25.46 表4.2 横向框架活载汇总表

层次 5 1~4

恒、活荷载计算简图见下图

q2 KN/M 1.65 6.6 P1 KN 7.29 29.16 P2 KNM 11.61 31.32 M1 KNM 1.09 4.374 M2 KNM 1.74 4.698 33

西京学院本科毕业设计（论文）

图4.4恒荷载作用下计算简图

34

西京学院本科毕业设计（论文）

图4.5活荷载作用下计算简图

35

西京学院本科毕业设计（论文） 4.3内力计算

梁端弯矩采用弯矩二次分配法计算。

梁端、柱端采用弯矩二次分配法计算，梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加而得，注意计算柱底轴力还需考虑柱的自重。 4.3.1 固端弯矩

计算梁承受的均布荷载产生的的固端弯矩： （1）恒载

五层：

ql2120.77.5268.47KNM A~B跨：MM1212FFql215.512.623.09KNM B~C跨：MM1212FF一到四层：

ql2117.747.5258.68KNM A~B跨：MM1212FFql215.512.623.09KNM B~C跨：MM1212FF（2）活载 五层

ql211.87.525.1KNM A~B跨：MM1212FF一到四层：

ql216.67.5219.18KNM B~C跨：MM1212FF

36

西京学院本科毕业设计（论文） 分配系数见表4.3

表4.3 弯矩分配系数

节点 左梁 1010 线刚度 上柱 1010 S 右梁1010 10 10分配系数 左梁 1010 下柱 1010 上柱 1010 下柱 1010 右梁1010 A5 A4 A3 A2 A1 B5 B4 B3 B2 B1 — — — — 3.12 3.12 3.12 3.64 — 9 9. 9. — 9 9. 9. 9 9. 9. 7.12 9 9. 9. 7.12 3.12 3.12 3.12 3.64 2.26 2.26 2.26 2.62 12.12 21.87 22.62 20.01 14.38 24.13 24.88 22.63 — — — — 0.21 0.13 0.14 0.16 — 0.41 0.43 0.49 — 0.37 0.39 0.43 0.74 0.45 0.43 0.33 0.63 0.4 0.39 0.29 0.26 0.14 0.14 0.18 0.16 0.09 0.09 0.12 4.3.2 弯矩分配

1、将各个节点不平衡弯矩进行第一次分配

2、将所有杆端的分配弯矩向远端传递，传递系数：远端固定传递取C=1/2 3、将各个节点因传递弯矩而产生的新的不平衡弯矩进行二次分配，使各个节点处于平衡状态

4、将各个杆端的固定弯矩，非配玩具和传递弯矩相加，即得到杆端弯矩。 5、做弯矩图

将杆端弯矩按比例画在杆件的受拉一侧 且AB跨中弯矩为

ql2MABMBAM

82BC跨中弯矩为

ql2MBCMCBM

82恒、活载作用下的弯矩分配过程见图4.6 和4.7

37

西京学院本科毕业设计（论文）

图4.6 恒载作用下弯矩分配过程（KNM）

38

西京学院本科毕业设计（论文） 图4.7恒载作用下弯矩分配过程（KNM）

39

西京学院本科毕业设计（论文）

图4.8恒载作用下4轴线框架弯矩图（调幅0.85）

40

西京学院本科毕业设计（论文） (kNm)

41

西京学院本科毕业设计（论文）

图4.9活载作用下4 轴线框架弯矩图（调幅

42

西京学院本科毕业设计（论文） 0.85）(kNm)

第五章 内力组合计算

5.1梁端剪力及柱轴力计算

梁端剪力：VVqVm

式中：Vq——梁上荷载引起的剪力，Vq1ql 2m左m右 l Vm——梁端弯矩引起的剪力，Vm柱轴力：NVP;

竖向恒荷载作用下梁端剪力，柱轴力计算；（顶层柱自重35.64kN,标准层柱自重35.64kN，底层柱自重52.47kN）

表5.1恒载作用下梁端剪力，柱轴力计算表

层次 AB跨 荷载引起剪力 BC跨 弯矩引起剪力 AB跨 BC跨 总剪力 BC 跨 柱轴力 AB跨 A柱 B柱 VAVB VBVC 5 4 3 2 1 65.39 55.88 55.88 55.88 55.88 7.72 7.72 7.72 7.72 7.72 VAVB VBVC -0.72 -0.07 -0.12 -0.10 -0.37 0 0 0 0 0 VA VB VBVC 7.72 7.72 7.72 N顶 197.3 464.7 725.8 N底 232.94 500.31 761.47 N顶 N底 64.67 55.81 55.76 55.78 55.51 66.11 55.95 56 55.98 56.25 241.34 276.98 534.2 569.84 824.34 859.98 7.72 987.01 1022.65 1114.4 1150.1 7.72 1247.9 1300.39 1404.8 1457.3

表5.2活载作用下梁端剪力，柱轴力计算表

43

西京学院本科毕业设计（论文） 层次 荷载引起剪力 AB跨 BC跨 弯矩引起剪力 AB跨 BC跨 总剪力 BC 跨 VBVC 柱轴力 AB跨 A柱 B柱 VAVB VBVC VAVB VBVC -0.68 -0.34 -0.34 -0.34 -0.34 0 0 0 0 0 VA VB N顶=N底 11.45 58.54 105.63 152.72 199.81 N顶=N底 17.14 67.04 89 138.93 188.86 5 4 3 2 1 4.851 18.27 18.27 18.27 18.27 0 0 0 0 0 4.16 17.93 17.93 17.93 17.93 5.53 18.61 18.61 18.61 18.61 0 0 0 0 0 注: 单位：N（kN.），V(kN)，

5.2横向框架内力组合

5.2.1结构抗震等级

结构的抗震等级可根据结构类型、地震烈度、房屋高度等因素来确定。由设计资料：房屋高度H<30m，抗震设防烈度为7度，结构为框架结构，综合考虑各方面因素，确定本框架结构工程为三级抗震等级，做到经济合理。 5.2.2框架内力组合

(1) 为了便于施工及提高框架结构的延性，通常对竖向荷载作用下的梁端负弯矩进行调幅，对现浇框架结构，调幅系数取0.8.

梁支座负弯矩调幅后，跨中弯矩应按调幅后的支座弯矩及相应荷载作用平衡条件求得。

(2)《建筑抗震设计规范》规定

：表中恒载、活载两列中的梁端弯矩是经

过调整的弯矩，调整系数为0.85。

⑶ 本设计不考虑风荷载参与的组合，则本工程考虑了以下两种内力组合： 地震作用效应与重力荷载代表值的组合 SRE(1.2SGE1.3SEk)

44

西京学院本科毕业设计（论文） SGE相应与水平地震作用下重力荷载代表值效应的组合；

SGE恒载+50%活载；

SEk水平地震作用标准值；

RE承载力抗震调整系数，取值见下

RE 0.75 0.75 0.8 0.85 表5.3承载力抗震系数

材料 结构构件 梁 轴压比小于0.15的柱 钢筋混凝土 轴压比大于0.15的柱 各类构件 竖向荷载效应

S1.2SGk1.4SQk

SGk由恒载产生的内力标准值； SQk由活载产生的内力标准值。

在上述两种荷载组合中取最不利情况作为截面设计时用的内力设计值。 ⑷ 由《荷载规范》可知，在梁和柱内力组合时，考虑计算截面以上各楼层活荷载不总是同时满布而对楼面均布荷载的一个折减，成为活荷载按楼层的这间系数，见下表：

偏压 受剪、偏压 受力状态 受弯 偏压 表5.4 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总和的折减系数 注：当楼面梁的从属面积超过25㎡时，应采用括号内的系数值。 对于本设计考虑到结构的安全性，将底层也取为0.85，则本设计结构所有折减系数均取为0.85. ⑸ 梁的内力不利组合

MRE(1.3MEK1.2MGE) 梁端负弯矩，取下式两者较大值 

M0(1.2MGK1.4MQK)

45

1 1.00（0.9） 2-3 0.85 4-5 0.7 6-8 0.65 西京学院本科毕业设计（论文） 梁端正弯矩按下式确定 MRE(1.3MEK1.0MGE)

vbV(1.3V1.2V)REEKGE 梁端剪力，取下式两者较大值 0.8

V0(1.2VGK1.4VQK)MRE(1.3MEK1.2MGE) 跨中正弯矩，取下式两者较大值 

M(1.2M1.4M)0GKQKMEK— 由地震作用在梁内产生的弯矩标准值 MGE— 由重力荷载代表值在梁内产生的弯矩标准值 MGK— 由恒载在梁内产生的弯矩标准值

MQK— 由活载在梁内产生的弯矩标准值

VEK — 由地震作用在梁内产生的剪力标准值 VQK — 由活载在梁内产生的剪力标准值

VGK — 由恒载在梁内产生的剪力标准值

0 — 结构重要性系数。对于安全等级为一、二、三级的结构构件分别

为1.1、1.0、0.9。

vb— 梁端剪力增大系数，一级框架为1.3，二级框架为1.2 三级框架为

1.1。

46

西京学院本科毕业设计（论文）

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西京学院本科毕业设计（论文）

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西京学院本科毕业设计（论文）

49

西京学院本科毕业设计（论文）

50

西京学院本科毕业设计（论文）

51

西京学院本科毕业设计（论文） 5.3内力的组合方法

以第一层跨考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合方法

q1,代表横梁自重，均为线荷载形式。 q2代表房间和走道梁传给横梁的梯形荷载

P1、P2、分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载。它包括次梁自重、楼板

重和内墙等的重力荷载。

梁上荷载设计值

q11.25.517.72KN/M

q21.213.210.57.520.172KN/M

左震：Va1lq145.2824.3245.1175.850MaMb1q1l 2L22则Mmax发生在左支座

Mmax1.3MGE1.0MGE1.3380.471.044.380.514.43443.02KNM REMmax0.75443.02332.26KNM 右震：Va1lq144.3324.3245.11213.76MaMb1q1l 2L22

1Va(2q1q2)l213.7632.53181.2302q22X7.156.3 q1q2Val则Mmax发生在右支座

Mmax1.3MGE1.0MGE1.3321.31.046.710.514.75363.59KNM REMmax0.75363.59272.69KNM 计算剪力

AB净跨：ln7.50.66.9m

左震：Val-67.43KN Var222.17KN

52

西京学院本科毕业设计（论文） MaL425.8167.43rMa0.6412.461KNM 20.6556.52222.17489.87KNM

2右震：Val223.47KN Var-66.14KN

MaL425.81223.47rMA0.6358.77KNM 20.6352.7866.14332.93KNM

2lrMaMa412.461489.87358.77332.93691.7KNM

11VGaql(7.7220.172)6.979.49KN

22691.7则： Va1.279.47225.09KN

6.9902.331VB1.279.49269.45KN

6.9REVa0.85225.09191.32KN REVb0.85269.45229.03KN

BC跨最大弯矩

梁上荷载设计值

q11.25.517.72KN/M

VbMcMb1q1l68.760 L2则Mmax发生在左支座

Mmax1.3MGE1.0MGE1.3321.31.046.710.514.75363.605KNM REMmax0.75363.6052727.0KNM 右震：VbMcMb11q1l129.21 Vb2q1l115.100 L22Vb115.114.916.3 q17.72X则Mmax发生在右支座

Mmax1.3MGE1.0MGE1.3231.271.05.40.51.56294.47KNM 53

西京学院本科毕业设计（论文）

REMmax0.75294.47220.85KNM

BC净跨

ln2.60.62.0m

左震：

Vbl-273.41KN Vbr273.41KN

MbL293.235273.41Mbr0.6211.212KNM 20.6308.067273.41390.09KNM

2右震：Vbl305.61KN Vbr--305.61KN

0.6LMB293.235305.61384.92KNM 边20.6rMB308.067305.61216.38KNM 边2lrMB边MB边211.212390.09384.92216.38601.3KNM

11ql7.722.06.94KN 22601.3则： VB1.26.94407.8KN

2.0601.302VC1.26.94407.81KN

2.0VGbREVB0.85407.8346.63KN REVC左0.85407.81346.64KN

5.4框架梁设计

为保证梁有足够的受弯承载力，以耗散地震能量，防止脆断，其纵向受拉钢筋的配筋率不应小于下表规定的数值。同时，梁端纵向受拉钢筋的配筋率不应大于2.5%。

5.4.1承载力抗震调整系数RE

考虑地震作用时，结构构件的截面设计采用下式：

SR/RE S—地震作用效应或地震作用效应与其他荷载效益的基本组合

54

西京学院本科毕业设计（论文） R—结构构件承载力 RE—承载力抗震调整系数

表5.5承载力抗震调整系数表

RE材料 构件 受力状态 RE 钢筋混凝土 梁 受弯 5 0.7轴压比小于0.15的柱 偏压 5 0.7轴压比大于0.15的柱 偏压 0 0.8各类构件 受剪偏拉 5 0.8

表5.6梁内纵向钢筋最小配筋率（﹪）

抗震等级 支座 一 二 三 四

5.4.2梁控制截面及内力计算

0.4和80ft/fy中较大值 梁中位置 跨中 0.3和63ft/fy中较大值 0.3和65ft/fy中较大值 0.25和55ft/fy中较大值 0.25和55ft/fy中较大值 0.2和45ft/fy中较大值 55

西京学院本科毕业设计（论文）

图5.1 梁控制截面位置

梁正截面承载力计算

混凝土强度等级C30（fc14.3kN/m，ft1.43kN/m）纵向钢筋为Ⅱ级钢筋（fy300N/mm2），箍筋为Ⅰ级钢筋（fy210N/mm2）各截面内力计算。（1）Ⅰ—Ⅰ截面

b4417.391188.850.6）=489.87kNm M端=∣M轴∣-V=（

20.7520.85REMB0.75294.47220.85KNM

(2) Ⅲ—Ⅲ截面

b361.9441189.950.6）=415.55kNm M端=∣M轴∣-V=（

20.7520.85REMB0.75415.55311.66KNM

（3）Ⅱ—Ⅱ截面

跨中最大正弯矩

b332.261489.870.6）=270.12kNm M端=∣M轴∣-V=（

20.7520.85REM中0.75270.12202.59KNM

（4）Ⅳ—Ⅳ截面

梁端负弯矩

b4231.051220.81M端=∣M轴∣-V=（0.6）=230.13kNm

20.7520.85REMB0.75230.13172.60KNM

（5）Ⅴ—Ⅴ截面

跨中最大正弯矩

56

西京学院本科毕业设计（论文） b272.71272.7M端=∣M轴∣-V=（0.6）=267.35kNm

20.7520.85REM中0.75267.35200.51KNM

5.5梁截面配筋计算

5.5.1 AB跨正截面配筋计算 AB跨：

当梁下部受拉时按T形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。翼

l75002500mm，按梁的净距考缘计算宽度当按跨度考虑时，b'f33虑时，b'fbsn300(3325700)2925mm，按翼缘厚度考虑时，

h0=700-35=665mm，h'f/h0100/6650.150.1，此种情况不起控制作用，

所以取两者中较小者，b'f2500mm。

梁内纵向钢筋选HRB335级钢筋：fyfy'300N/mm2。混凝土选用C30

混凝土：Ec3.00104N/mm2，fc14.3N/mm2，

ft1.43N/mm2，b0.55(相对界限受压高度)。

1） Ⅱ—Ⅱ截面计算 判断T形截面类型

fbh(h0'1cf'fh'f2)1.014.32500100(665100)1846.845kNm172.60kNm 2属第一类T形截面。

sM=

1fcb/fh02=0.013

112s1120.013=0.013＜b=0.55，满足要求 则xh0=0.013×665=8.65mm As1fcb/fxfy=

=865.36mm2

57

西京学院本科毕业设计（论文） 查表得：梁下部纵向钢筋为422， As1520mm2。 AS1520100%=0.76%＞0.2%同时大于 =

300665bh00.45

fy1.43700=0.45××=0.21% ， 满足要求

300665ft土结构设计规范》规定：受弯构我国《混凝件，偏心受拉构件，轴心受拉

fy构件，其一侧纵向受拉钢筋的配筋率不应小于0.25和0.55中的最大值。

ft2）Ⅰ—Ⅰ截面计算（即A支座）

计算下部纵向受拉钢筋面积然后将其伸入支座，作为支座截面承受负弯矩

的受压面积AS,再按双筋截面计算梁上部纵筋面积AS，梁下部跨间截面的钢筋

伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋AS=1256

MfyAS(h0s)367.41063001250(66560)s==0.048 221.014.33006651fcbh0 112s1120.048=0.049＜b=0.55，满足要求

367.4106M As==2024.24mm2

fy(h0s)300(66560)查表得：梁下部纵向钢筋为622， As2281mm2。

1） Ⅲ—Ⅲ截面计算Ⅰ—Ⅰ截面计算（即C支座）

MfyAS(h0s)367.41063001250(66560)s==0.048

1.014.330066521fcbh02 112s1120.048=0.049＜b=0.55，满足要求

367.4106M As==1717.13mm2

fy(h0s)300(66560)查表得：梁下部纵向钢筋为622， As2281mm2。

AS2281100%=1.1＞0.2%同时大于 =

300665bh0fy1.43700700h0.26﹪ =0.45××=0.21% ，同时＞0.25﹪×=0.25﹪×300665ft665h00.45

58

西京学院本科毕业设计（论文） AS2281=1＞0.3 满足要求 AS22815.5.2 BC跨正截面配筋计算 Ⅴ—Ⅴ截面计算

当梁下部受拉时按T形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。

l2600翼缘计算宽度当按跨度考虑时，b'f867mm，按梁的净距考虑

33时，b'fbsn300(2100500)1900mm，按翼缘厚度考虑时，

h0=500-35=465mm，h'f/h0100/4650.220.1，此种情况不起控制作用，所以取两者中较小者，b'f867mm。

梁内纵向钢筋选HRB335级钢筋：fyfy'300N/mm2。混凝土选用C30

混凝土：Ec3.00104N/mm2，fc14.3N/mm2，

ft1.43N/mm2，b0.55(相对界限受压高度)。

判断T型截面类型

fbh(h0'1cf'fh'f2)1.014.3867100(415100)2474.76kNm200.51kNm 属第一类T形截面。

s=0.081

M=

1fcb/fh02 112s1120.081=0.084＜b=0.55，满足要求

As1fcb/fxfy==531.96mm2

查表得：梁下部纵向钢筋为222， As760mm2。 AS= bh0=0.54%＞0.2%同时大于

59

西京学院本科毕业设计（论文） 0.45

fy1.43=0.45××=0.21% ， 满足要求

300ft梁下部跨间截面的钢筋222伸入支座，作为支座截面承受负弯矩作用下的受压钢筋As760mm2,再按双筋截面计算梁上部纵筋面积AS，即B右支座上部受拉钢筋

sMfyAS(h0s)1fcbh=0.086

20=

112s1120.04886=0.09＜b=0.55，满足要求

As1fcb/fxfy=

=1595.88mm2查表得：梁下部纵向钢筋为622， As2281mm2。

=1.6%＞0.2%同时大于

0.45

AS= bh0fyft=0.45×

1.43h×=0.23% 同时＞0.25﹪×=0.25﹪× 300h0﹪

根据《混凝土结构设计规范》规定：

当梁的腹板高度hw＞450mm，在梁的两侧应沿高度配置纵向构造钢筋，又称腰筋，每侧的纵向构造钢筋（不包括梁上、下部受力钢筋及架立钢筋）的截面面积不应小于腹板截面面积的0.1﹪，且其间距不宜大于200mm，故本设计应配置腰筋

表5.7主梁配筋表

60

西京学院本科毕业设计（论文） 截面 M/KN·m 1-1 截面负筋 367.40 2025 622 2281 AB跨间 202.59 866 422 1520 Ⅲ—Ⅲ 截面负筋 311.66 1718 622 2281 Ⅳ—Ⅳ 面负筋 172.60 1596 622 2281 BC跨 200.51 532 222 760 AS(AS)/mm2 选筋 AS(AS)/mm2

5.6主梁斜截面设计

框架梁斜截面强度计算

为防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时要对剪力设计值进行调整，按照《建筑抗震设计规范》调整如下：

VV(MbLMbR)lnVGb

式中：

V— 梁端剪力增大系数；

ln— 梁的净跨；

VGb— 梁在重力荷载代表值作用下，按简支梁分析的梁端截面剪力设计

值；

MbL、MbR— 分别为梁左右端截面顺时针方向和反时针方向截面组合的

弯矩设计值。

考虑承载力抗震调整系数RE(0.85) 梁斜截面配筋计算

hw=h0=665

5.6.1 AB跨.

hw/b=665/300=2.21＜4 属于一般梁 hw/b≤4时 V≤0.25cfcbh0

0.25cfcbh0=0.25×1.0×14.3×300×665=713.21KN＞REVC左=229.03KN

61

西京学院本科毕业设计（论文） 故截面尺寸满足要求

箍筋采用HPB235级钢筋，fyv210N/mm2，fc14.3N/mm2，

ft1.43N/mm2。

抗震设计规范规定，三级抗震等级梁端加密区长度为max(1.5hb,500)，hb为梁截面高度，则本设计中横向跨间梁的加密区长度为1.5700=1015mm，1.5450=675mm,边跨取1000mm，中间跨取700mm。箍筋间距为min(hb4,8d，100)，则加密区箍筋间距取为100mm。当梁截面高度大于450mm时，须沿高度方向配置纵向构造钢筋，间距为200mm。加密区箍筋取4肢8@100，满足设计，非加密区箍筋取4肢8@200，满足设计要求。 5.6.2 CD跨

hw/b=665/300=2.21＜4 属于一般梁 hw/b≤4时 V≤0.25cfcbh0

0.25cfcbh0=0.25×1.0×14.3×300×665=713.21KN＞REVC左=229.03KN 故截面尺寸满足要求

梁端加密区箍筋取4肢8@100，箍筋采用HPB235级钢筋， 考虑抗震要求：

1RE(0.42ftbh01.25fyvAsv1201h0)=（0.42×1.43×300×665+1.25×210××665）

0.85s100 =365.16＞346.64KN 满足抗震要求

根据《混凝土结构设计规范》(GB50010-2002)对梁箍筋加密，三级抗震等级梁端加密区长度为max(1.5hb,500)，hb为梁截面高度，则本设计中横向跨间梁的加密区长度为1.5500=750mm，1.5450=675mm,边跨取1000mm，中间跨取700mm。箍筋间距为min(hb4,8d，100)，则加密区箍筋间距取为100mm。当梁截面高度大于450mm时，须沿高度方向配置纵向构造钢筋，间距为200mm。加密区箍筋取4肢8@100，满足设计，非加密区箍筋取4肢8@200，满足设计要求。

5.7 次梁设计

62

西京学院本科毕业设计（论文） 5.7.1 荷载设计值计算

次梁截面尺寸（b×h=250×500）

由板传来 3.24×3.75=12.15KN/M 次梁自重 0.25×0.5×25×1.05=3.94KN/M 恒载 q1 = 16.09KN/M 活载 q2 =3.3x2.0=6.6KN/M

q=q1+q2

总计：由永久活载控制 1.2×16.09+1.4×6.6=30.66KN/M 由可变活载控制：1.35×16.09+0.7×1.4×6.6=30.2KN/M 取大值由永久活载控制30.66KN/M 计算跨度取为支座

l0ln7.50.37.8m

支座：

跨中：

5.7.2正截面承载力计算： （1） 跨中截面

当梁下部受拉时，按T型截面设计。 翼缘宽度的计算： 按照计算跨度l0考虑：

14.3×2600×100×（565-)=1.0×

100）×106 21fcbh(h0/f/fh/f2 =1246kNm＞M=55.65kNm 则属于第一类T型截面

63

西京学院本科毕业设计（论文） 1、 跨中计算

sM= /21fcbfh0=0.0086

112s1120.0086=0.0086＜b=0.55，满足要求 As1fcb/fh0fy=

=400.29mm2

查表得：梁下部纵向钢筋为316， As603mm2。 

=0.43%＞0.2%同时大于 0.45

AS= bh02fy1.43=0.45×=0.21% ， 满足要求 ft3000.3=-98.39kNm 21、 支座截面设计

M=-111.29+85.99×

sM= =0.014

1fcb/fh02112s1120.014=0.012＜b=0.55，满足要求

As1fcb/fh0fy=

=651.65mm2

查表得：梁下部纵向钢筋为416， As804mm2。

AS= 2bh0=0.57%＞0.2%同时大于

64

西京学院本科毕业设计（论文） 0.45

fy1.43=0.45×=0.21% ， 满足要求 ft3005.8次梁斜截面受剪承载力计算

截面验算：hwh0565mm

hw =

b=1.55＜4， 属于厚腹梁。

0.25cfcbh0=0.25×1.0×14.3×250×565=498.71kN＞RE=85.99kN

故截面尺寸满足要求。

Vcs0.7ftbh0=0.7×1.43×250×565=139.64KN＞85.99 按构造配箍

筋采用8@150

满足要求

﹪＞min0.24ftfyv0.16﹪

第六章 柱及楼板计算

6.1柱的构造要求

为了改善框架柱的延性，使柱的屈服弯矩大于其开裂弯矩，保证框架在柱屈服的时具有较大的变形能力，柱纵向钢筋的最小总配筋率按下表采用，同时柱截面每一侧配筋率不应小于0.2%，对建造于Ⅳ类场地且较高的高层建筑，表中数值应增加0.1。

表6.1 柱纵向钢筋的最小总配筋率

抗震等级 类别 一

二 65

三 四 西京学院本科毕业设计（论文） 中柱和边柱 角柱、框支柱 1.00% 1.20% 0.80% 1.00% 0.70% 0.90% 0.60% 0.80% 为了施工方便和经济要求，框架柱中全部纵向受力钢筋配筋率不应大于5%；截面尺寸大于400mm的柱，纵向钢筋的间距不应大于200mm。

箍筋构造要求

箍筋加密区范围：柱端，取截面高度（圆柱直径）、柱净高的1和500mm

6三者的最大值；底层柱，柱根不小于柱净高的13；当有刚性地面时，除柱端外，尚应取刚性地面上下各500mm。剪跨比不大于2的柱、框支柱、一级及二级抗震等级框架的角柱以及需要提高变形能力的柱取全高。

表6.2 柱加密区箍筋最大间距和最小直径

抗震等级 一 二 三 四 箍筋最大间距（采用较小值） (mm) 6d,100 8d,100 8d,150(柱根100) 8d,150(柱根100) 箍筋最小直径 (mm) 10 8 8 6（柱根8） 柱箍筋加密区的箍筋肢距，二、三级不大于250mm和20倍箍筋直径的较大值；至少每隔一根纵向钢筋宜在两个方向有箍筋约束。

图6.1 柱控制截面位置

66

西京学院本科毕业设计（论文） 混凝土采用C30，fc14.3N/mm2。纵向钢筋为HRB335级钢筋，

fyfy'300N/mm2。箍筋为HPB235级钢筋，fy210N/mm2。

6.2 柱的轴压比、剪跨比验算

柱的轴压比是指柱组合的轴压力设计值与柱的全截面面积和混凝土轴心抗压强度设计值的乘积的比值。轴压比较小时，在水平地震作用下，柱将发生大偏心受压的弯曲型破坏，柱具有较好的位移延性；轴压比较大时，柱将发生小偏心受压的溃型破坏，柱几乎没有位移延性。因此，必须合理确定柱的截面尺寸，使框架柱处于大偏心受压状态，保证柱具有一定的延性。

以第一、二层柱为例，对上图中的1-1 2-2 3-3，三个截面进行计算，混凝土强度等级C30，fc14.3N/mm2，纵向钢筋为二级钢筋fy300N/mm2，箍筋为一级HPB235 fy210N/mm2，根据《建筑抗震设计规范》框架抗震等级为三级时柱的轴压比为0.7。 A柱：

N1533.2975103NA1-11533.2975KN 110.2550.8

fcA14.3600600NA2-21884.475KN 2-2N2-21884.4751030.3130.8 fcA14.3600600NA3-3N3-31955.33651031955.3365KN 3-30.3250.8

fcA14.3600600B柱：

N1691.565103NB1-11691.565KNKN 110.280.8

fcA14.3600600NB2-23725.98KN 2-2N2-23725.981030.620.8 fcA14.3600600NB3-3N3-3525.36103525.36KN 3-30.0870.8

fcA14.3600600三个截面均满足轴压比限值的要求

表6.3 横向框架A、B柱剪力组合

67

西京学院本科毕业设计（论文） 柱层号 次 A柱 B柱 SGK SQk SEk ±61.52 ±88.1 ±111.46 ±105.29  RE1.2SGK0.5SQK1.3SEk 1.35SGK+1.0SQk2 -10.4 -4.71 1 -2.60 -1.21 2 1 7.3 2.68 4.24 1.07 61.52 88.54 124.96 112.59 -86.01 -94.71 -106.88 -106.42 -18.74 -4.72 14.095 4.688 6.3柱正截面承载力计算

框架结构的变形能力与框架变形规则密切相关，一般框架梁的延性大于柱，梁先屈服可以使整个框架有较大的内力重分布和能量消耗能力。极限曾间位移增大，抗震性能较好。若柱形成塑性铰，则会伴随极大地层间位移，危及结构承受垂直荷载的能力，并可能使解构成为机动体系。因此在框架设计中，应体现“强柱弱梁”的概念要求。因此在三级框架中，除顶层外，其余各节点的梁、柱应该符合下述公式：

式中：

Mc1.2Mb

M的弯矩设计值之和；

c——节点上、下柱端顺时针或反时针方向截面组合

M弯矩设计值之和；

b——节点左、右梁顺时针或反时针方向截面组合的

由于地震作用是往复作用，因此两个方向的弯矩设计值均应满足要求。当柱考虑顺时针弯矩之和时，梁应考虑反时针的弯矩之和，反之亦然。若采用对称配筋，可取两组内力中较大的计算进行配筋。

由于框架的底层过早的出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力，同时框架梁塑性铰的出现；由于内力重分布，底层柱的反弯点具有较大的不确定型，因此对三级框架底层柱应考虑乘以1.15的弯矩增大系数。 第一层梁与A柱节点梁端弯矩值由内力组合表查得： 左震：



MA417.39/0.75-188.85/0.85×0.6/2=189.86kNm

68

西京学院本科毕业设计（论文） 右震：

MB=105.36÷0.8-86.01÷0.85×0.1+350.78÷0.8-94.71÷0.85×(0.6-0.1)=504.34

kNm

则取Mb=504.34kNm

第一层梁与B柱节点柱端弯矩值由内力组合表查得：由于梁端MA取左震，则MB取左震，那么

Mb=504.34＜1.2MA1.2489.86587.83kNm

按弯矩分配原则得：△M=587.83-504.34=83.49kNm A柱一层上、下柱端弯矩： 上：

80.2886.010.1108.95KNM 0.8下：

-350.78+94.71×(0.6-0.1)=-303.425

MAMA108.95587.83151.82KNM

108.95303.425312.89587.83436.0KNM 108.95303.425REM1-1151.820.8121.45KNM REM2-2436.00.8348.8KNM

对于底层柱底Ⅲ—Ⅲ截面的弯矩应考虑增大系数1.15

6.4柱正截面配筋计算

由A柱内力组合表得

M3-31.15151.11173.78KNM

69

西京学院本科毕业设计（论文） 现浇楼盖底层柱l0=1.0H=4550mm，其余柱l0=1.25H=1.25×3.6=4500mm 底层：l0h=4550/600=7.583＞5 二层：l0h=3600/600=6＞5 均考虑偏心曾大系数

采用对称配筋考虑大小偏压控制的两种情况

l0——柱的计算高度，应乘以增大系数，首层1.0，其它层1.25，截面

采用对称配筋；

e0=M/N——轴向力对称截面形心的偏心距；

ea——附加偏心距，其值取偏心方向截面尺寸的1/30和20mm中的较大

值

eie0ea——初始偏心距；

10.5fcA/N1——偏心构件的截面曲率修正系数； 21.150.01h01——构件长细比截面曲率影响系数，当l0/h15时，h21; 1l(0)212——偏心距增大系数； eih1400h01has——轴向压力作用点到纵向受拉钢筋合力点距离 2 eeiN/1fcbh0——当＜b为大偏心，＞b为小偏心； 采用对称配筋时：

xNe1fcbx(h0)2 AsAs///fy(h0as)xN 1fcbⅢ—Ⅲ截面计算

M1.15151.112106e0104.13mm

N1668.184103

70

西京学院本科毕业设计（论文） ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=104.13+20=124.13mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/1668.784×103=1.8＞1.0取1.0

21.150.011h01其值取为1.0 h2l153001(0)21211.01.01.25

eih124.1360014001400560h0eeih600as1.25124.1340415.16 22初始判断：ei=1.25×124.13＜0.3×560=168 为小偏压

Nbfcbh0 bNe0.43fcbh02fcbh0 (0.8b)(h0s)

按上式计算时，应满足N＞bfcbh0及Ne＞0.43fcbh02因为

N=1955.33＜bfcbh0=0.55×14.3×600×560=3086.16KN

415.16=811.77KN`M＜0.43fcbh02=1351.8 Ne=1955.33×103×

KN`M

故按构造配筋，且满足min=0.8﹪单侧配筋率smin＞0.2﹪ 故 As=As/=sminbh=0.2﹪×600×600=720mm2

再选Nmax=1955.33KN M=8.47-4.72×（0.7-0.1）=5.64KN·M

M5.64106e02.89mm 3N1955.3310ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=2.89+20=22.89mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/1955.33×103=1.54＞1.0取1.0

71

西京学院本科毕业设计（论文） 21.150.011h01其值取为1.0 h2l145501(0)21211.01.02.36eih22.8960014001400560h0

h600eeias2.3622.8940314.02

22初始判断：ei=2.36×22.89=54.02＜0.3×560=168 为小偏压

Nbfcbh0b 2Ne0.43fcbh0fcbh0(0.8b)(h0s)按上式计算时，应满足N＞bfcbh0及Ne＞0.43fcbh02因为

N=1955.33＜bfcbh0=0.55×14.3×600×560=3086.16KN

314.02＜0.43fcbh02=1351.8 KN`M Ne=1955.33×103×

故按构造配筋，且满足min=0.8﹪单侧配筋率smin＞0.2﹪ 故As=As/=sminbh=0.2﹪×600×600=720mm2

实配钢筋420（As=1256mm2）

1256单侧配筋率：s0.37000.200 满足单侧配筋率要求

60056021256总配筋率： s1.1200500 且＞0.8％，满足总配筋率要求

600560Ⅱ—Ⅱ截面计算

M350.7864KNM N969.392KN

M350.7864106e0361.86mm

N969.392103ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=186.14+20=206.14mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/361086×103=8.3＞1.0取

1.0

72

西京学院本科毕业设计（论文） 21.150.011h01其值取为1.0 h2l145501(0)21211.01.01.15eih206.1460014001400560h0

eeih600as1.15206.1440497.06 22初始判断：ei=1.15×206.14=237.06＞0.3×560=168 为大偏压

N1884.4751030.06

a1fcbh01.014.3600560Ne(10.5)a1fcbh02AsAsfyh0as1884.475103497.060.06(10.50.33)14.3600560935.15mm2300(56040)

再选Nmax=1884.475 M=16.65-4.72×（0.7-0.1）=13.82KN·M

M13.82106e07.33mm

N1884.475103ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=7.33+20=27.33mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/1884.475×103＞1.0取1.0

21.150.011h01其值取为1.0 h2l145501(0)21211.01.02.14eih27.3360014001400560h0

初始判断：ei=2.14×27.33=58.54＜0.3×560=168 为小偏压

73

西京学院本科毕业设计（论文） Nbfcbh0b 2Ne0.43fcbh0fcbh0(0.8b)(h0s)按上式计算时，应满足N＞bfcbh0及Ne＞0.43fcbh02因为

N=1884.475×103＜bfcbh0=0.55×14.3×600×560=3086.16KN

318.48＜0.43fcbh02=1351.8 KN`M Ne=1884.475×103×

故按构造配筋，且满足min=0.8﹪单侧配筋率smin＞0.2﹪ 故As=As/=sminbh=0.2﹪×600×600=720mm2

实配钢筋420（As=1256mm2）

1256单侧配筋率：s0.37000.200 满足单侧配筋率要求

60056021256总配筋率： s1.1200500 且＞0.8％，满足总配筋率要求

600560Ⅰ—Ⅰ截面计算

M80.28KNM N1263.7048KN

M80.28106e063.52mm 3N1263.704810ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=63.52+20=83.52mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/1533.2975×103=1.96＞1.0取1.0

21.150.011h01其值取为1.0 h2l136001(0)21211.01.01.2

eih70.35760014001400560h0h600eeias1.283.5240344.43

22初始判断：ei=1.2×70.357=84.43＜0.3×560=168 为小偏压

74

西京学院本科毕业设计（论文） Nbfcbh0b 2Ne0.43fcbh0fcbh0(0.8b)(h0s)按上式计算时，应满足N＞bfcbh0及Ne＞0.43fcbh02因为

N=1533.2975＜bfcbh0=0.55×14.3×600×560=3086.16KN

Ne＜0.43fcbh02=1351.8 KN`M

故按构造配筋，且满足min=0.8﹪单侧配筋率smin＞0.2﹪ 故As=As/=sminbh=0.2﹪×600×600=720mm2

再选Nmax=1533.2975 M=16.65-4.72×（0.7-0.1）=26.306KN·M

M26.306106e017.16mmmm 3N1533.297510ea=600/30与20mm取大值为20mm

eie0ea=17.16+20=37.16mm

10.5fcA/N=0.5×14.3×600×600/1533.29×103＞1.0取1.0

21.150.011h01其值取为1.0 h2l136001(0)21211.01.01.3

eih37.1660014001400560h0初始判断：ei=1.3×37.16=58.54＜0.3×560=168 为小偏压

Nbfcbh0b

Ne0.43fcbh02fcbh0(0.8b)(h0s)按上式计算时，应满足N＞bfcbh0及Ne＞0.43fcbh02因为

N＜bfcbh0=0.55×14.3×600×560=3086.16KN

Ne＜0.43fcbh02=1351.8 KN`M

故按构造配筋，且满足min=0.8﹪单侧配筋率smin＞0.2﹪

75

西京学院本科毕业设计（论文） 故As=As/=sminbh=0.2﹪×600×600=720mm2

实配钢筋420（As=1256mm2）

1256单侧配筋率：s0.37000.200 满足单侧配筋率要求

60056021256总配筋率： s1.1200500 且＞0.8％，满足总配筋率要求

600560

表6.4柱配筋表

柱层柱截面 号 次 实际配筋 Mmax及相应的NASmm2最终实配钢筋 420 Nmax及相应的MASmm2Asmm2 A2 Ⅰ—Ⅰ 720 720 As=1256mm2 柱 1 Ⅱ—Ⅱ 935.15 720 420 As=1256mm2 Ⅲ—Ⅲ 720 720 420 As=1256mm2 6.5柱斜截面配筋计算

6.5.1柱斜截面承载力验算

以第一层柱为例进行计算，考虑地震作用的框架柱剪力设计值 应按下式进行调整：

MctMcb V1.1()

Hn式中：Hn——柱的净高；

Mct，Mcb——考虑地震作用组合，且经过调整后的框架柱上、下端弯矩

设计值；

由前面计算可知。

76

西京学院本科毕业设计（论文） Mct=173.78kNm Mcb=436.0kNm

Hn=4.55-0.7=3.85m 则框架柱的剪力设计值：

MctMcb436.0173.78 Vc1.2()1.2()159.07kN

Hn4.6柱抗剪承载能力应符合公式：

REV0.85159.071030.0240.2， 满足要求

cfcbh01.016.7600560ASVSVCRE1.05fbh0.056N1t0

fyvh0Mc140.2544103 2.63，取=2.6

Vch094.71560——剪跨比，取柱上、下端计算结果较大值；

Mc——柱端截面组合弯矩设计值；

Vc——柱端截面剪力设计值； h0——截面有效高度；

其中，Mc取较大的柱下端值，而且Mc、Vc不应考虑RE，与Vc相应的 轴力N---考虑地震作用的柱的轴向压力比或拉力设计值

N=2085.98kN＞0.3fcbh=0.3×14.3×600×600=1803.6kN 则取N=1803.6kN

RE——承载力抗震调整系数0.85,

AsvsREVc1.05ftbh00.056N1

fyvh0

=

＜0

故该层柱应按照构造配置箍筋，柱端加密区的箍筋选用4肢8@100，一层柱的轴压比n=0.325，查《建筑抗震设计规范》(GB50011-2001)，柱箍筋加密区

77

西京学院本科毕业设计（论文） 的箍筋最小体积配筋率符合下述要求：v=0.087 minvfc/fyv=0.087×14.3/210=0.69＞0.4 式中：v——最小配箍特征值： 非加密区采用4肢8@200

V

=

=244.77kN＞94.71kN

经计算按构造配筋满足要求

1A1.05ftbh0fyvsvh00.056N) 1sRE(6.6楼板设计 楼板计算示意图

78

西京学院本科毕业设计（论文） 图6.2 楼板计算示意图

荷载设计值

板与梁整浇在一起，板的转动将引起次梁的扭转。如果次梁的抗扭刚度为零，板就可以在支撑处自由转动，完全符合铰支座自由转动的假设，不必修正。实际上，梁的抗扭能力将限制板的自由转动，使板在支撑处转角减小，这样就减小了板的内力。为了使板的内力计算更接近实际，可采用折算荷载进行调整。

考虑到板和梁在支撑处的转动主要是由活荷载的不利布置产生的，因此，比较简单的修正方法是在荷载总值不变的条件下，增大恒载，减小活载，即在计算板的内力时，采用折算荷载。

板厚：100mm，次梁b×h=250×600 梁板：C30（fc14.3N/mm2） 柱子C30（

荷载计算：

恒载计算: gk3.24KN/M2 楼面活载: gk2.0KN/M2 恒载设计值: g=1.0×3.24×1.2=3.89KN/M 楼面活载设计值: g=1.0×2.0×1.4=2.80KN/M 双向板设计（按弹性理论设计） 折算荷载 楼面 恒载 活载

计算跨度（梁偏心，柱不偏心）

l013.3m l027.50.37.8m

） 钢筋采用HRB335 fy300N/mm2

弯矩计算

1） 满足荷载时ggq5.29KNM 布置于板上 2B板 l01l02=3.3/7.8=0.42 支撑方式： 四边固定

79

西京学院本科毕业设计（论文） vm2m1 按公式m1vm1m2 m2m四x=0.0382 m四y=0.00524 m四y=-0.0817 m四x=0.05708

q2） 间隔布置荷载=1.4KN/M

2l01l02=0.42 支撑方式： 三边简支 一边固定

m三x=0.0567 m三y=0.00768

0.00524）×5.29×3.32+（0.0567+0.2×0.00768） mx=（0.038+0.2×

×1.4×3.32=2.95+1.056=4.006kNm 0.0382）×5.29×3.3my=（0.00524+0.2×

=0.9688+0.2779=1.247kNm 6.6.1截面设计

截面有效高度：选用8钢筋作为受力主筋，则

dl01（短跨）方向跨中截面的：h0xhc10015481mm；

23d100151273mm。 l02（长跨）方向跨中截面的：h0yhc2支座截面处h0均为81mm。

截面弯矩设计该双向板四周与梁整浇，故弯距设计值应按下列方法折减

1、 中间跨和跨中截面及中间支座截面减小20%

l2、 对边区格跨中截面截面及内支座截面，当01.5时，折减20%，当1.5

ll＜0＜2时，折减10%。 l2+（0.00768+0.2×0.0382）×1.4×3.32

s0.95 AsM

0.95h0fy

MM4.006106(10.2)Asx138.82mm2h0fy0.95h0fy0.95813008@200AS251mm2

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西京学院本科毕业设计（论文） MM1.247106(10.2)Asy47.95mm2

h0fy0.95h0fy0.95733008@200AS251mm2

支座处最大弯矩，四边固定，q+g=5.29+1.4=6.69KN/M

mx=-0.05708 my=-0.0817

mx0.05707.2043.625.32KNM

mY0.08177.2043.627.63KNM

AsxMM5.32106184mm2 h0fy0.95h0fy0.95813008@150AS335mm2

AsyMM7.630.8106264.41mm2 h0fy0.95h0fy0.95813008@150AS335mm2

表6.5 板的配筋表

项目 截面 短跨 跨 中 长跨 73 1.247×0.8=0.998 47.59 h0(mm) M(kNm) AsM h0fy配筋 实配（㎜） 8@20081 4.006×0.8=3.2 138.82 251 8@200251 短跨 支 座 长跨 81 7.63×0.8=6.104 264.41 81 5.32×0.8=4.256 184 8@150335 8@150335 81

西京学院本科毕业设计（论文） 6.6.2单向板计算

荷载计算：走道g+q=6.69KN/M 弯矩计算：

11(gq)l026.692.622.6KNM 1616112、 支座弯矩：M(gq)l026.692.622.96KNM

14141、 跨中弯矩：M板厚100mm h0=100-15-8/2=81mm 混凝土fc14.3N/mm2 钢筋选用 HRB335 fy300KN/mm2 配筋计算

M2.6106跨中 s0.277 221fcbh01.014.310081 112s=0.33 As1fcb/fh0fy=

0.331008114.31=127.413mm2

300实配钢筋 8@200 AS=251mm2

6.7 楼梯设计

楼梯采用C30混凝土现浇板式楼梯，踏步尺寸为163.3mm×270mm板式楼梯的优点是下表面平整，施工支模方便，外观比较轻巧。斜板厚约为楼梯斜长的

11～，层高3.6m，作为楼梯的设计依据。 2530梯段斜板按斜放的简支梁计算，斜板的计算跨度取平台梁间的净距ln。楼

梯均布荷载标准值q=2.5KN/mm2 6.7.1 楼梯板设计

板式楼梯由梯段、休息平台和平台梁组成。楼梯是斜放的齿形板，支撑在平台梁上。板式楼梯的优点是下表面平整，施工支模方便，外观比较轻巧；缺点是斜板较厚，混凝土和钢筋用量较多。梯段斜板按斜放的简支板计算，斜板的计算跨度取平台梁间的斜长净距ln，

82

西京学院本科毕业设计（论文） 倾斜度为cos0.874

图6.3 楼梯平面

6.7.2 荷载计算

层高为3600mm的楼梯设计，取1m宽版带计算楼梯板，荷载分项系数

G1.2 q1.4

计算跨度和板厚

计算跨度取l0lna2.700.22.72m，板厚一般不小于

l02720107mm 取h=120 27270.550.86KN/M 石材面层 (0.270.163)0.270.020.62KN/M 水泥砂浆找平层20厚 (0.270.163)200.271三角形踏步 0.270.163250.506KN/M

2 83

西京学院本科毕业设计（论文） 253.5KN/M 0.8717板底抹灰 0.120.40KN/M

0.87120mm厚斜板自重 0.12恒载合计 5.886KN/M 活载 2.5KN/M 荷载总设计值 P= 1.2×5.886+1.4×2.5=10.56KN/M

图6.4 楼梯板计算简图

6.7.3截面计算

平台梁的宽250mm 高350mm

板的水平计算跨度：ln27203003020mm，两端均与梁整浇连接，考虑梁和板的局部嵌固作用，跨中弯矩取1/10

121pln10.563.02212.72KNM 弯矩设计值：Mmax1010截面有效高度：h012020100mm fc14.3N/mm2 HRB335

M12.72106s0.0841fcbh021.014.310001002

s112s1120.0840.9562284

西京学院本科毕业设计（论文） M11.99106As418.06mm2

sfyh00.956100300选配8@110 (As457mm2)，分布筋取8@200。

6.7.4平台板设计

取休息平台板厚h100mm，取1米板带进行计算。

计算跨度取 lnlna1800202000mm，视该板为四边固定双向板 2000h≥44 h=100

456.7.5 荷载计算

石材面层： 0.55kN/m 100mm厚混凝土板： 0.1252.5kN/m 板底抹灰： 0.02170.34kN/m 恒3.39kN/m

活载合计 2.5 kN/m 总荷载设计值 P1.23.391.42.57.57kN/m 6.7.6截面设计 板的计算跨度：

载

合

计

截面有效高度： h01002080mm，

fc14.3N/mm2

3.03106M==0.033 s1fcbh021.014.31000802

s0.5112s0.51120.0330.98

3.2031062As==128.83mm

fysh03000.9880M实配钢筋：8@200， As251mm2 。

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西京学院本科毕业设计（论文） 选构造钢筋 ASminbh0.15﹪×1000×100=120mm28@200 As251mm2 6.7.7平台梁设计

设平台梁截面尺寸为200mm×450mm。 6.7.8 荷载计算

梁自重（考虑梁侧粉刷1.05）： 0.2(0.450.1)251.051.26kN/m 平台板传来的荷载： 3.391.73.56kN/m 2梯段板传来的荷载： 5.886恒3.39kN/m

载

合

2.728.76kN/m 2计

活载合计 2.5 kN/m 总荷载设计值 P1.23.391.42.57.57kN/m

q=25.15KN/M

图6.5平台梁计算简图

6.7.9 截面设计

计算跨度：l01.05ln1.05(3.30.2)3.26m ho=450-35=415mm 弯矩设计值：

M121ql025.153.26232.05kNm 1010剪力设计值：

V11ql25.153.2644.89kN 22 86

西京学院本科毕业设计（论文） 截面按倒L形计算 b'fb5h'f700mm ，取b'f=543mm 判断截面类型：

l03260543 66fCbfhf(h0''hf'2)1.014.3543100(415100)182.9332.05 2属于第一类T形截面。

M32.05106s0.054 221fcbh014.3543415s(112s)0.97

2M32.05106As415.61mm2

sfyh00.97250415选配4

14，As461mm2

斜截面受剪承载力计算

hw4151000.8254 满足要求。 b200受弯构件的受剪截面应符合下列条件

Vcs0.25cfcbh00.25114.3103200415227.37KN44.89KN

满足要求。

0.7hftbh00.7114.320041563.66KN44.89KN

满足要求。

设配双肢箍选用8@150

sv=

满足要求。

nAsv250.24f1.43==0.028>sv,min0.24t0.240.00163bs200150fyv21087

西京学院本科毕业设计（论文）

总 结

毕业设计是我在校期间最后一个重要的学习环节，通过毕业设计可学到本专业系统、综合的训练能力，提高综合运用所学知识能力和实践技能，同时可培养创新能力。

从建筑设计开始就由于考虑不周而反复修改。对结构的合理性考虑不周，房间布置、采光通风和交通组织上也存在着问题。此后，在徐振中和刘长江老师的帮助下，我不断完善自己的方案。基本满足了建筑设计的要求。

在结构设计中，通过手算一榀框架，我更深刻地领会了框架、楼梯、板、基础等部分的设计流程、简化措施、计算方法以及相关规范，重视了建筑构造措施和结构构要求，也使我的设计更加接近于实际工程。

在计算机制图的过程中，我较熟练AutoCAD。在此过程中，我对制图规范有了较为深入地了解，对平、立、剖面图的内容、线形、尺寸标注等问题上有了更为清楚地认识。

由于初次接触一个工程设计的全过程，从一月份开始至今，回想起几个月来的设计过程，看到展现在自己面前的设计成果，感觉一个学期的付出没有白费。这次的毕业设计不仅使我对四年来大学所学专业知识的进行了一次比较系统的复习和总结，而且也对我马上从事的设计工作会有很大的帮助。

通过本次毕业设计，可以掌握结构设计的内容、步骤、和方法，全面了解建筑工程设计的全过程；培养正确、熟练的结构方案、结构设计计算、及绘制结构施工图的能力；培养我们在建筑工程设计中的配合意识；培养正确、熟练

88

西京学院本科毕业设计（论文） 运用规范、手册、标准图集及参考书的能力；通过实际工程训练，培养我建立功能设计、施工、经济全面协调的思想，进一步建立建筑、结构工程师的责任意识。为以后工作奠定了坚实的基础。

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西京学院本科毕业设计（论文） 致 谢

首先感谢工程技术系给了我这次毕业设计的宝贵机会，毕业设计是对一名合格的本科毕业生的检验，也是对本科4年学习成果的检验。通过这次综合性的设计，我们不仅可以把书本所学到的理论知识再次巩固，还可以提高自己的综合实践能力。为自己的大学生活画上一个圆满的句号，更为下一阶段的实际操作奠定坚实的基础。通过它我们可以把学到的理论知识和实际案例结合起来，提高自己的综合实践能力，为自己的大学生涯画上一个圆满的句号。

在这里我还要特别感谢我们的指导教师，毕业设计是将以往的课程设计的一个综合，开始不知道如何下手去做，很多的步骤不知道，徐振中和刘长江老师认真，耐心的辅导我们，及时把设计当中出现的问题告诉我们，并且作出详细的解释。

最后感谢所有帮助过我的老师和同学们，谢谢你们。

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西京学院本科毕业设计（论文） 参考文献：

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[4]沈蒲生,苏三庆．《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》 中国建筑工业出版社，2004.

[5]戴 俭．《建筑形式构成方法解析》M．天津大学出版社，2001.

[6]GB 50009-2001．《建筑结构荷载规范》M．北京：中国建筑工业出版社，2001. [7]GB 50010-2002.《混凝土结构设计规范》M．北京：中国建筑工业出版社，2002.

[8]GB 50011-2001.《建筑结构荷载设计规范》M．北京：中国建筑工业出版社，2001.

[9]GB 50007-2002.《建筑地基基础设计规范》M．北京：中国建筑工业出版社，2002.

[10] 《工程建设标准强制行条文》M．北京：中国建筑工业出版社，2002 . [11] Gere J M ,Mechanics of materials.Second SI Sdition.New-York:Van Nostrand Reinhold,1984.

[12]Bao shihua,Gong Yaoqing.Structral Mechanics.Wuhan:Wuhan University of Technology Press,2006.

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