畢業(yè)設計某學生公寓樓設計

1、本科畢業(yè)論文（設計）本科畢業(yè)論文（設計） 題目：某學生公寓樓設計題目：某學生公寓樓設計姓姓 名：名： 楊楊 冬冬 學學 號：號： 062022404329062022404329 專專 業(yè)：業(yè)： 土木工程土木工程 院院 系：系： 土木與工業(yè)工程學院土木工程系土木與工業(yè)工程學院土木工程系指導老師：指導老師： 潘福婷潘福婷 洪長瑾洪長瑾 實習單位：實習單位： 合肥工大建設監(jiān)理有限責任公司合肥工大建設監(jiān)理有限責任公司完成時間：完成時間： 二一年五月二十日二一年五月二十日 安徽新華學院教務處制目 錄內容摘要 .iabstract .21.緒 論 .31.1 工程背景 .31.1.1 設計資料 .31.

2、1.2 材料 .41.2 工程特點 .42.結構設計 .52.1 框架結構設計計算 .52.1.1 工程概況 .52.1.2 設計資料 .62.1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高度的確定 .62.1.4 荷載計算 .92.1.5 水平地震作用下框架的側向位移驗算 .162.1.6 水平地震作用下橫向框架的內力分析 .222.1.7 豎向荷載作用下橫向框架的內力分析 .272.1.8 內力組合 .392.1.9 截面設計 .502.2 板的計算 .782.2.1 設計資料 .782.2.2 樓面板 .782.2.3 屋面板 .832.3 樓梯設計 .872.3.1 計算簡圖及截面尺寸 .882.3.

3、2 設計資料 .882.3.3 梯段板設計 .892.3.4 平臺板計算 .902.3.5 平臺梁計算 .912.5 本章小結 .99參考文獻 .100致 謝 .101綜述 .102內容摘要本設計主要進行了結構方案中框架 7 軸框架的抗震設計。在確定框架布局之后，先進行了層間荷載代表值的計算,接著利用頂點位移法求出自振周期，進而按底部剪力法計算水平地震荷載作用下大小，進而求出在水平荷載作用下的結構內力（彎矩、剪力、軸力） 。接著計算豎向荷載（恒載及活荷載）作用下的結構內力，找出最不利的一組或幾組內力組合。 選取最安全的結果計算配筋并繪圖。此外還進行了結構方案中的室內樓梯的設計并完成了平臺板，梯

4、段板，平臺梁等構件的內力和配筋計算及施工圖繪制。關鍵詞： 框架，結構設計，抗震設計 abstract the purpose of the design is to do the anti-seismic design in the longitudinal frames of axis7. when the directions of the frames is determined, firstly the weight of each floor is calculated .then the vibrate cycle is calculated by utilizing the pe

5、ak-displacement method, then making the amount of the horizontal seismic force can be got by way of the bottom-shear force method. the seismic force can be assigned according to the shearing stiffness of the frames of the different axis. then the internal force (bending moment, shearing force and ax

6、ial force ) in the structure under the horizontal loads can be easily calculated. after the determination of the internal force under the dead and live loads, the combination of internal force can be made by using the excel software, whose purpose is to find one or several sets of the most adverse i

7、nternal force of the wall limbs and the coterminous girders, which will be the basis of protracting the reinforcing drawings of the components. the design of the stairs is also be approached by calculating the internal force and reinforcing such components as landing slab, step board and landing gir

8、der whose shop drawings are completed in the end.keywords : frames，structural design, seismic design某學生公寓樓設計在當今社會，土建行業(yè)飛速發(fā)展，建筑越來越人性化，為了更好的去了解什么樣的建筑形式更適用于當今學生，以及更好的去掌握建筑結構的設計原理和規(guī)范，本人對本課題進行了分析和探究。1.緒 論1.1 工程背景本項目為 6 層鋼筋混凝土框架結構體系，占地面積約為 905.03m2，總建筑面積約為 5430.18 m2；層高 3.6m,平面尺寸為 18.55m54.55m。采用柱下獨立基礎，室內地

9、坪為0.000m，室外內高差 0.45m。框架梁、柱、樓面、屋面板板均為現(xiàn)澆。1.1.1 設計資料1.1.1.1 氣象資料基本風荷載 w。=0.35kn/ m2；基本雪荷載為 0.6 kn/ m2。年降水量 680mm。1.1.1.2 地質條件建筑場地地形平坦，土壤性質：表面為1m 厚的雜填土，均勻性差，雜填土下為粘土層（e=0.7,il=0.78,=17.5 kn/m2,=150） ，makfakp類場地土地下水位：常年地下水位低于自然地面以下 5.5m。1.1.1.4 地震設防烈度7 度1.1.1.5 抗震等級三級1.1.1.6 設計地震分組場地為1類一組tg（s）=0.4s （建筑結構抗

10、震設計 ）max0.081.1.2 材料柱采用 c30，縱筋采用 hrb335，箍筋采用 hpb235，梁采用c30，縱筋采用 hrb335，箍筋采用 hpb235?；A采用 c30，縱筋采用hrb335,箍筋采用 hpb235。1.2 工程特點本工程為六層，主體高度為 22.8 米，屬多層建筑。多層建筑采用的結構可分為鋼筋混凝土結構、鋼結構、鋼-鋼筋混凝土組合結構等類型。根據(jù)不同結構類型的特點，正確選用材料，就成為經(jīng)濟合理地建造多層建筑的一個重要方面。經(jīng)過結構論證以及設計任務書等實際情況，以及本建筑自身的特點，決定采用鋼筋混凝土結構?？蚣芙Y構體系是由梁、柱構件通過節(jié)點連接構成，既承受豎向荷載

11、，也承受水平荷載的結構體系。這種體系適用于多層建筑及高度不大的高層建筑。本建筑采用的是框架機構體系，框架結構的優(yōu)點是建筑平面布置靈活，框架結構可通過合理的設計，使之具有良好的抗震性能；框架結構構件類型少，易于標準化、定型化；可以采用預制構件，也易于采用定型模板而做成現(xiàn)澆結構，本建筑采用的現(xiàn)澆結構。 由于本次設計是學生公寓樓設計，要求有靈活的空間布置，故采用鋼筋混凝土框架結構體系。2.結構設計2.1 框架結構設計計算2.1.1 工程概況本工程為 6 層鋼筋混凝土框架結構體系，占地面積約為 905.03 m2，總建筑面積約為 5430.18 m2；層高 3.6m 平面尺寸為18.55m54.55m

12、。采用獨立基礎，室內地坪為0.000m，室外內高差0.45m?？蚣芷矫嫱W(wǎng)布置如下圖：圖 2-1 框架平面柱網(wǎng)布置框架梁柱現(xiàn)澆，屋面及樓面采用 100mm 厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土。2.1.2 設計資料2.1.2.1 氣象條件基本風荷載 w。=0.35kn/ m2;基本雪荷載為 0.6 kn/ m2，全年主導風向為東南風。2.1.2.2 樓、屋面使用荷載走道：2.5kn/ m2；宿舍：2.0kn/ m2；陽臺：2.5kn/ m2；廁所：2.0kn/ m2；為安全考慮，均按 2.5kn/ m2計算。2.1.2.3 工程地質條件（1） 地形：地形較為平坦，臨主要道路。（2） 土壤性質：表面為 1m 厚的

13、雜填土，均勻性差，雜填土下為粘土層（e=0.7,il=0.78,=17.5 kn/m2,=150） ，類場地土。makfakp（3）地下水位：常年地下水位低于自然地面以下 5.5m。（4） 建筑結構安全等級為二級；地震設防烈度為：7 度，水平地震影響系數(shù)最大值=0.08，場地類別：類。maxa2.1.2.4 屋面及樓面做法屋面做法：20mm厚1：2水泥砂漿找平；100140mm厚（2%找坡）膨脹珍珠巖；100mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板；15mm厚紙筋石灰抹灰。樓面做飯：25mm厚水泥砂漿面層； 100mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 15mm紙筋石灰抹灰 2.1.3 梁柱截面、梁跨度及柱高度的確定2.1

14、.3.1 初估截面尺寸（1）l1:取跨度較大者進行計算.l=7800mm h=(1/81/12) l =650mm975mm取 h=700mm. l n/h4 ， 217mm325mm 取 b=300mm hb)3121(滿足 b200mm故橫向邊框架梁初選截面尺寸為：bh=300mm700mml2 梁由于跨度較小，截面尺寸取為 bh=300600（2）l3、l4：l=7200 mm h=(1/101/18)l=400720 mm 取 h=700mm 217325 mm 取 b=300mmhb)3121(取 b=300mm700故橫向中跨框架梁初選截面尺寸為：bh=300mm700mm（3）l

15、5：h=(1/141/18)l=(1/141/18)7200=400514 b=(1/21/3)h=167250mm 取 b=250mm500表 2-1 梁的截面尺寸 層次截面尺寸（b h）混凝土強度l1300mm700mmc25l2300mm600mmc25l3300mm700mmc25l4300mm700mmc25l5 250mm500mm c25（4）框架柱:框架為三級抗震等級，查表軸壓比限值近似=0.9，單位負荷面積n上的重力荷載代表值近似取，混凝土強度等級212mmkn。柱尺寸可由軸壓比確定，可223043. 1,3 .14mmnfmmnfctc采用下式估算，然后再求邊長： （2-1

16、）nfgne （2-2）fcnacn/：柱組合的軸壓力設計值；n：按簡支計算的柱的負載面積；f：折算在單位上的重力代表值，可取 12-14 ；eg2kn/m：考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)，邊柱可取 1.3 不等跨內柱取 1.25，等跨內柱取 1.2；：柱的截面面積；can: 驗算截面以上的樓層層數(shù)；：混凝土軸心抗壓強度設計值。對 c30，查得=14.3 cfcfkn/m邊柱： acn/nfc=1.3(3.97.2) 126103/(0.914.3)=204218.18 mm2中柱： acn/nfc=1.25(5.17.2) 126103 /(0.914.3)=256783.22mm2柱的

17、截面為正方形則邊柱和中柱截面高度分別為 452mm 和 507mm經(jīng)綜合分析，本工程各層柱的截面尺寸和混凝土強度等級見表 2-2：表 2-2 柱的截面尺寸 層次截面尺寸（b h）混凝土強度16550mm 550mmc30（5）板： h(1/451/50)=72mm80mm取板厚為 100mm2.1.3.2 梁、柱的計算跨度和高度梁的跨度：取軸線間距，即邊跨梁為 7800,中間跨梁為 2400；底層柱高：設基礎底面標高為 2.3m,基礎高度為 1 米，則底層柱高3.6+2.3-1.0=4.9m其他層柱高：取層高，即為 3.6m。2.1.4 荷載計算2.1.4.1 屋面均布恒載二氈三油防水層 0.

18、35 kn/ m2冷底子油熱瑪蹄脂 0.05 kn/ m220mm厚1：2水泥砂漿找平 0.02 20=0.4 kn/ m2100140厚(2%坡度)膨脹珍珠巖 (0.1+0.14)7/2=0.84 kn/ m2100mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 0.125=2.5 kn/ m215mm厚紙筋石灰抹底 0.01516=0.24 kn/ m2共計 4.38 kn/ m2屋面恒載標準值為：（54+0.55）（7.82+2.4+0.55）4.38=4432.13 kn2.1.4.2 樓面均布恒載按樓面做法逐項計算水磨石地面 0.65 kn/m225厚水泥砂漿找平 0.02520=0.05 kn/ m21

19、00厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 0.125=2.5 kn/ m215厚紙筋石灰抹灰 0.01516=0.24 kn/ m2共計 3.44 kn/ m2樓面恒載標準值為：（54+0.55）（7.82+2.4+0.55）3.44=3480.94 kn2.1.4.3 屋面均布活載計算重力荷載代表值時，僅考慮屋面雪荷載：0.6（54+0.55）（7.82+2.4+0.55）=607.14 kn2.1.4.4 樓面均布活荷載樓面均布活荷載對于宿舍、廁所為2.0kn/ m2，走道、陽臺為2.5 kn/ m2，為計算方便，偏安全的統(tǒng)一取均布活荷為2.5 kn/ m2。樓面均布活荷載標準值為：2.5（54+0.55

20、）（7.82+2.4+0.55）=2529.76 kn2.1.4.5 梁柱自重（包括梁側、梁底、柱的抹灰重量）l1： bh=0.3m0.7m 長度7.25m 每根重量 0.77.2525（0.022+0.3）=43.14 kn 根數(shù) 1026=120根l2： bh=0.3m0.6m 長度1.85m 每根重量 0.61.8525（0.022+0.3）=9.435 kn 根數(shù) 106=60根l3： bh=0.3m0.7m 長度6.65m 每根重量 0.76.6525（0.022+0.3）=39.57kn 根數(shù) 1226=144根l4： bh=0.3m0.7m 長度3.05m 每根重量 0.73.0

21、525（0.022+0.3）=18.15kn 根數(shù) 626=72根l5： bh=0.25m0.5m 長度7.25m 每根重量 0.57.2525（0.022+0.25）=26.28 kn 根數(shù) 626=72根z1： 截面 0.550.55 m2 長度4.9m 每根重量 （0.55+0.022）4.925=42.64 kn 根數(shù) 104=40根z2： 截面 0.550.55 m2 長度3.6m 每根重量 （0.55+0.022）3.625=31.33 kn 根數(shù) 1045=200根表2-3 梁柱自重梁（柱）編 號截面（m2）長度（m）根數(shù)每根重量（kn）l10.30.77.2512043.14l

22、20.30.61.85609.435l30.30.76.6514439.57l40.30.73.057218.15l50.250.57.257226.28z10.550.554.94042.64z20.550.553.620031.332.1.4.6 墻體自重外墻墻厚250mm，采用瓷磚貼面；內墻墻厚200mm，采用水泥砂漿抹面，內外墻均采用粉煤灰空心砌塊砌筑。單位面積外墻體重量為：7.00.25=1.75 kn/ m2 單位面積外墻貼面重量為：0.5 kn/ m2單位面積內墻體重量為：7.00.2=1.4 kn/ m2單位面積內墻貼面重量為（雙面抹面）：0.362=0.72 kn/ m2表2

23、-4 墻體自重墻體每片面積（m2）片數(shù)重量（kn）外墻墻體586.536.654.2012外墻墻面167.58外墻墻體134.505外墻3.054.206外墻墻面38.43927.045內墻墻體469.2246.654.2012內墻墻面241.32內墻墻體71.736底層縱墻內墻3.054.204內墻墻面36.89819.17外墻墻體213.157.254.24外墻墻面60.9外墻墻體27.84外墻1.854.32外墻墻面7.955309.845內墻墻體535.927.254.412內墻墻面275.616內墻墻體852.6底層橫墻內墻7.254.220內墻墻面438.48 2102.616續(xù)表

24、 2-4墻體每片面積（）片數(shù)重量（kn）外墻墻體404.9856.652.9012外墻墻面115.71外墻墻體92.87外墻3.052.906外墻墻面26.535640.01內墻墻體323.9886.652.912內墻墻面166.62內墻墻體61.915其他層縱墻內墻3.052.95內墻墻面31.842584.365外墻墻體147.1757.252.904外墻墻面42.05外墻墻體19.425外墻1.853.02外墻墻面5.55214.2內墻墻體377.587.253.112內墻墻面194.184內墻墻體588.7其他層橫墻內墻7.252.920內墻墻面302.761463.224縱墻墻體22

25、9.11縱墻54.551.22縱墻墻面65.45橫墻墻體77.91女兒墻橫墻18.551.22橫墻墻面22.26394.73陽臺攔板每層統(tǒng)一取3.61.1（1.75+0.5）0.124=17.1072kn2.1.4.7 荷載總匯頂層重力荷載代表值包括屋面恒載+50%屋面雪載+縱橫梁自重+半層柱自重+半層墻體自重+女兒墻自重。頂層恒載：4432.13kn1q頂層活載：607.14kn2q頂層梁自重：+3q1l2l3l4l5l=43.1420+9.43510+39.5724+18.1512+26.2812=2439.99kn頂層柱自重：31.3340=1253.2kn4q頂層墻自重：640.01+

26、584.365+214.2+1463.224=2901.799 kn5q女兒墻自重 q6：394.73 kn陽臺攔板自重 q7：17.1072kng6=+1/2+1/2+1/2+ q6 =9647.92 kn1q2q3q4q5q其他層重力荷載代表值包括樓面恒載+50%活載+縱橫梁自重+樓面上下各半層的柱、陽臺攔板及縱橫墻體自重。g5=3480.94+1/22529.76+43.1420+9.43510+39.5724+18.1512+26.2812+31.3340+2901.799 +17.1072kn =11340.81 kng5=g4=g3=g2=11340.81 kn=3480.94+1

27、/22529.76+43.1420+9.43510+39.5724+18.1512+1g26.2812+1/231.3340+1/242.6440+1/24158.676+1/22901.799 +17.1072kn =12195.45kn門窗荷載計算m-1、m-2、 m-3、m-5采用木門，單位面積鋼框門重量為0.2 kn/ m2m-4、m-6采用鋼框門，單位面積木門重量為0.4kn/ m2c-1、c-2、c-3、c-4均采用鋼框玻璃窗，單位面積鋼框玻璃窗重量為0.45 kn/表2-5 門窗重量計算層號門窗號單位面積（m2）數(shù)量重量(kn)m-10.92.1217.938m-21.82.11

28、914.364m-31.82.121.512m-41.52.422.88m-51.22.421.152m-61.82.435.184c-11.81.554.86底層c-31.20.952.4340.32續(xù)表 2-5層號門窗號單位面積（m2）數(shù)量重量(kn)m-10.92.1259.45m-21.82.12115.876m-31.82.121.512m-41.52.422.88c-11.81.544.86c-21.51.232.43二至六層c-31.20.941.94439.924c-40.91.220.972（1）底層實際重量：=12195.45-335.18+40.32=11900.59 k

29、n（335.18為洞口重，40.32為1g門窗自重）.（2）二至六層實際重量：g2=g3=g4=g5=11340.81-360.817+39.924=11019.917kng6=9647.92-360.817+39.924=9327.027kn建筑物總重力荷載代表值=65307.285kn2.1.5 水平地震作用下框架的側向位移驗算2.1.5.1 橫向線剛度混凝土 c30 kn/ m2 圖2-2 重力荷載代表值73 10ce 在框架結構中，有現(xiàn)澆樓面或預制板樓面。而現(xiàn)澆板的樓面，板可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側移。為考慮這一有利作用，在計算梁的截面慣性矩時，對現(xiàn)澆樓面的邊框

30、架取=1.5（為梁的截面慣性矩） 。對中框架取=2.0。若為裝配樓板，i0i0ii0i現(xiàn)澆層的樓 圖2-5 質點重力荷載值面，則邊框架梁取=1.2，對中i0i框架取=1.5。 i0i橫向線剛度計算見表 2-6。2.1.5.2 橫向框架柱的側移剛度 d 值柱線剛度列于表 2-7，橫向框架柱側移剛度 d 值計算見表 2-8。2.1.5.3 橫向框架自振周期按頂點位移法計算框架的自振周期。頂點位移法是求結構基本頻率igi61的一種近似方法。將結構按質量分布情況簡化為無限質點的懸臂直桿，導出以直桿頂點位移表示的基本公式。表 2-6 橫向剛度計算表 2-7 柱線剛度慣性矩線剛度柱號z截面（m2）柱高度（

31、m）（m3012bhi 4）（knm）cceikh1z0.550.554.97.610-34.651042z0.550.553.67.610-36.33104邊框架梁中框架梁梁號l截面bh(m2)跨度l（m）慣性矩i0=bh3/12(m4)ib=1.5i0(m4)kb=eib/l(knm)ib=2i0(m4)kb=eib/l(knm)l10.30.77.88.5810-312.8710-34.9510-417.1610-36.610-4l20.30.62.45.410-38.110-310.1310-410.810-313.510-4l30.30.77.28.5810-312.8710-35.

32、3610-417.1610-37.1510-4l40.30.73.68.5810-312.8710-310.7310-417.1610-314.310-4表 2-8 橫向框架柱側移剛度 d 值計算 項目柱類型層()2()bcbckkkkkk一般層底層205()2kk（一般層）+k.底層+k212(/)cdkkn mh根數(shù)邊框架邊柱506. 165. 495. 40.511118764邊框架中柱324. 365. 495. 413.100.714165944中框架邊柱42. 165. 46 . 60.5611303816中框架中柱323. 465. 46 . 65 .130.7631773216

33、底層d606200邊框架邊柱782. 0233. 695. 495. 40.281164704邊框架中柱382. 2233. 62)13.1095. 4(0.544318844中框架邊柱043. 1233. 66 . 66 . 60.3432010416中框架中柱175. 3233. 62)5 .136 . 6(0.6143598716二至六層d1090872這樣，只要求出結構的頂點水平位移，就可以按下式求得結構的基本周期： （2-101.7tt3）式中基本周期調整系數(shù)，考慮填充墻使框架自振周期減少0的影響，取 0.6；框架的頂點位移。在未求出框架的周期前，無法求出框架t的地震力及位移；是將框

34、架的重力荷載視為水平作用力，求得的假想框架頂點位t移。然后由求出，再用求出框架結構的底部剪力，進而求出框t1t1t架各層剪力和結構真正的位移。橫向框架頂點位移計算見表 2-9。表 2-9 橫向框架頂點位移層次（knig）（knig）（kn/mid）層間相對位移iiigdi69327.0279327.02710908720.00860.2617511019.91720346.94410908720.01870.2531411019.91731366.86110908720.02880.2244311019.91742386.77810908720.03890.1956211019.9175340

35、6.69510908720.04900.1567111900.59065307.2856062000.10770.1077t1=1.70=1.70.6=0.522t2617. 02.1.5.4 橫向地震作用計算在類場地，7 度設防區(qū)，設計地震分組為第二組情況下，結構的特征周期=0.4s，水平地震影響系數(shù)最大值=0.08。gtmaxa由于=0.5220.1 fh0h故翼緣不受限制。 翼緣計算寬度取三者中較小值，即 2600mm。fb判別 t 形梁截面類型=1.014.32600100（6 65-100/2） （2-10(/2)cfff bf hhh12）=2658.37knmm屬于第一類 t 型

36、截面。1.1.第一層框架梁的正截面強度計算第一層框架梁的正截面強度計算（見表 2-26）表 2-26 第一層框架梁的正截面承載力計算截面iiiiiiiiiiivivvm-498.29281.48433.63-441.24190.15-239.15197.13161.590remm-373.72211.11 325.22-330.93142.61-179.36147.85121.19/()fb bmm300260026003002600300260026000h66566566566566556556556510rescmf bh0.1310.0740.1140.1160.0500.0740.0

37、610.05011 2s 0.1410.0770.1210.1240.0510.0770.0630.05110csyf bhaf1349741.121154.11179.55493.56628.88513.33410.85選筋4 224 224 222 22+2 184 222 22220220實際面積15201520152012691520760628628%0.72%0.72%0.72%0.6%0.72%0.45%0.35%0.35%2.2.梁的斜截面強度計算梁的斜截面強度計算（見表 2-27）實驗和理論分析證明，翼緣對提高 t 型截面梁的受剪承載力并不很顯著，因此， 混凝土結構設計規(guī)范規(guī)

38、定，在計算 t 形截面梁的承載力時，仍取腹板寬度 b 并按矩形截面計算。為了防止梁在彎曲屈服前先發(fā)生剪切破壞，截面設計時對剪力設計值進行調整如下： （2-13）()lrbbvgbnmmvvl式中 a 剪力增大系數(shù)，對二級框架取 1.05； 梁的凈跨，對第一層梁，7.25m, =1.85m；nlneflngel 梁在重力荷載作用下,按簡支梁分析的梁端截面剪力設gbv計值, （2-14）gb1 v1.2()2nqql活恒,分別為梁的左、右端順時針方向或反時針方向截面lbmrbm組合的彎矩值。由表 2-21 查得：ab 跨：順時針方向 =281.48knm = -441.24knmlbmrbm逆時針

39、方向 =-498.29knm =190.15knmlbmrbmbc 跨：順時針方向 =197.13knm lbm逆時針方向 =239.15knmrbm計算中+ 取順時針方向和逆時針方向中較大值。lbmrbm剪力調整:ab 跨：+= 281.48+441.24=722.72knmlbmrbm498.29+190.15=688.44knm=(23.32+0.58.154)1.27.25=119.18knmgbvbc 跨：+=197.13+239.15=436.28knmlbmrbm=(23.32+0.58.154)1.21/21.85 =30.41knmgbv=1.05688.44/7.25+11

40、9.18=218.89knvva右b左=1.05436.28/1.85+30.41=278.03knvb右考慮承載力抗震調整系數(shù)0.75re=0.75218.89=164.67 knreav右brev左=0.75278.03=208.53knbrev右 表 2-27 梁的斜截面強度計算截面支座 a 右支座 b 左支座 b 右設計剪力 v（kn）194.33201.29211.2（kn）rev165.18171.10179.52調整后的剪力 v（kn）218.89218.89278.03（kn）rev164.67164.67208.530b h30066530066530056500.25cf

41、bh713.21103v713.21103v605.96103v箍筋直徑 （mm）肢數(shù)（n）n=2; =8n=2; =8n=2; =81sva50.350.350.3箍筋間距 s（mm）100100100000.0561.25svtyvnaf bhfhs202.35103vre202.35103vre272.33103rev(%)svstnab s0.3350.3350.335min0.025(%)tsyff0.2010.2010.201b.b.標準層框架梁標準層框架梁bam =-445.04243.04v =186.91m =429.83v=209.2m=-376.57159.76m=151

42、.89m=-227.31193.91v=212.4圖 2-17 第二層框架梁內力示意取 ab 跨梁，梁控制截面的內力如圖 2-17 所示。圖中單位為 knm，的單位為 kn?；炷翉姸鹊燃塵v（ =14.3n/mm2，=1.43n/mm2）,縱筋為 hrb335(=300n/mm2),30ccftfyf箍筋為 hpb235(=210n/mm2)。 圖 2-18 t 形梁計算yf截面按梁的跨度考慮/37800/32600fblmm按梁的凈距考慮ns(3600300)fbb=300+3300 =3600mm按梁翼緣高度考慮，=700-35=665mmfh0h/=100/665=0.150.1 fh

43、0h故翼緣不受限制。 翼緣計算寬度取三者中較小值，即 2600mm。fb判別 t 形梁截面類型=1.014.32600100（665-100/2）10(/2)cfff bf hhh=2658.37knmm屬于第一類 t 型截面。1.1.梁的正截面強度計算梁的正截面強度計算（見表 2-28）表 2-28 標準層梁的正截面承載力計算截面iiiiiiiiiiivivvm-445.04243.41429.83-376.57159.76-227.31193.91151.890remm-333.78182.56322.37-282.43119.82-170.48145.43113.92/()fb bmm3

44、00260026003002600300260026000h66566566566566556556556510rescmf bh0.1170.0640.1130.0990.0420.0700.0600.04711 2s 0.1250.0660.1200.1050.0470.0730.0620.04810csyf bhaf1189.08632.531141.14998.44448.9589.66501.10387.82配筋4204 204202 20+2 184 202 202 202 20實際面積12561256125611371256628628628%0.6%0.6%0.6%0.54%0

45、.6%0.35%0.35%0.35 %2.2.梁的斜截面強度計算梁的斜截面強度計算（見表 2-29）為了防止梁在彎曲屈服前先發(fā)生剪切破壞，截面設計時對剪力設計值進行調整如下： ()lrbbvgbnmmvvl由表 2-19 查得：ab 跨：順時針方向 =243.41 knm =-376.57knmlbmrbm逆時針方向 =-445.04knm =159.76knmlbmrbmbc 跨：順時針方向 =193.91knm lbm逆時針方向 =227.31knmrbm計算中+ 取順時針方向和逆時針方向中較大值。lbmrbm剪力調整ab 跨：+= 243.41+376.51=619.92knmlbmrb

46、m445.04+159.76=604.8knm=(23.32+0.58.154)1.27.25=119.18knmgbvbc 跨： +=193.91+227.31=421.22knmlbmrbm=(23.32+0.58.154)1.21/21.85 =30.41knmgbv=1.05619.92/7.25+119.18=208.7 knvva右b左=1.05421.22/1.85+30.41=269.48 knvb右考慮承載力抗震調整系數(shù)=0.85re0.75 208.7177.40/rerevvkn ma右b右0.75 269.48202.11/revkn mb右若調整后的剪力值大于組合表中

47、的靜力組合的剪力值,則按調整后的剪力進行斜截面計算。根據(jù)國內對低周期反復荷載作用下的鋼筋混凝土連續(xù)梁和懸臂梁受剪承載力試驗，反復加載使梁的受剪承載力降低?？紤]地震作用的反復性，表中靜力荷載作用下梁的受剪承載力公式乘 0.85 的降低系數(shù)。表 2-29 第二層梁的斜截面強度計算截面支座 a 右支座 b 左支座 b 右設計剪力 v（kn）210.1209.2212.4（kn）rev157.58156.9159.3調整后的剪力（kn）208.7208.7269.48（kn）rev177.40177.40202.110b h30066530066525056500.2cf bh570.57103v57

48、0.57103v484.77103v箍筋直徑 （mm）肢數(shù)（n）n=2; =8n=2; =8n=2; =81sva50.350.350.3箍筋間距 s（mm）100100100000.421.25svtyvnaf bhfhs295.43103vre295.43103vre295.43103vre(%)svstnab s0.3350.3350.402min0.25(%)tsyff0.2010.2010.201 2.1.9.3 柱截面設計a.a.底層底層 b b 柱截面設計柱截面設計以第一，二層 b 柱為例，對圖 2-22 中的-，-，-，截面進行設計。混凝土等級為c30，=14.3n/mm2，=

49、1.43n/mm2cftf縱筋為 hrb335，=300 n/mm2，箍筋為yfhpb235，=210 n/mm2 yf1.1.軸壓比驗算軸壓比驗算由 b 柱內力組合表 3-15 查得:-=1572.94kn 圖 2-19 b 柱截面計算示意n圖c=1572.94103/(55055014.3)=0.3630.9cnaf-=1769.32knnc=1769.32103/(55055014.3)=0.4090.9cnaf-=1725.56knnc=1725.56103/(55055014.3)=0.3990.9cnaf均滿足軸壓比的要求。 2.2.正截面承載力的計算正截面承載力的計算 框架結構的

50、變形能力與框架的破壞機制密切相關，一般框架梁的延性遠大于柱子。梁先屈服使整個框架有較大的內力重分布和能量消耗能力，極限層間位移增大，抗震性能較好。若柱子形成了塑性鉸，則會伴隨產(chǎn)生較大的層間位移，危及結構承受垂直荷載的能力，并可能使結構成為機動體系。因此，在框架設計中，應體現(xiàn)“強柱弱梁” ，即一、二級框架的梁柱節(jié)點處，除頂層和軸壓比小于 0.15 者外（因頂層和軸壓比小于 0.15 的柱可以認為具有與梁相近的變形能力） 。梁、柱端彎矩應符合下述公式的要求： =1.1cmbm式中 節(jié)點上、下柱端順時針或逆時針截面組合的彎矩設計cm值之和； 節(jié)點上、下梁端逆時針或順時針截 面組合的彎矩設計bm值之和

51、。地震往返作用，兩個方向的彎矩設計值均應滿足要求，當柱子考慮順時針彎矩之和時，梁應考慮逆時針方向彎矩之和，反之亦然?？梢匀山M中較大者計算配筋。由于框架結構的底層柱過早出現(xiàn)塑性屈服，將影響整個結構的變形能力。同時，隨著框架梁塑性鉸的出現(xiàn)，由于塑性內力重分布，底層柱的反彎點具有較大地不確定性。因此，對框架底層柱底考慮 1.5 的彎矩增大系數(shù)。第一層梁與 b 柱節(jié)點的梁端彎矩值由內力組合表 2-21 查得：左震 401.10+209.28=610.38knmbm 右震 220.1+280.3=500.4knm取=610.38knmbm第一層梁與 b 柱節(jié)點的柱端彎矩值由內力組合表 2-24 查得：

52、左震 280.00+320.4=600.4knmcm 右震 181.28+189.68=370.96knm梁端取左震，也取左震：bmcm=600.4knm1.1=1.1610.38=671.42knmcmbm取=671.42knmcm將和的差值按柱的彈性分析彎矩值比分配給節(jié)點上下cmcm柱端（即 i-i、ii-ii 截面） 。=（671.42-610.38）cm280280320.4=33.12 knm=（671.42-610.38）cm320.4280320.4=37.90knm=280+33.12=313.12knmcm =320.4+37.90=358.3knmcm對底層柱底（iii-i

53、ii 截面）的彎矩設計值應考慮增大系數(shù) 1.5。=310.521.5=465.78 knmcm根據(jù) b 柱內力組合表 2-22，選擇最不利內力并考慮上述各種調整及抗震調整系數(shù)后，各截面控制內力如下：-截面：=313.120.8=250.50knmm =984.460.8=787.57knn =51.02knmm =1124.85knn-截面：=358.30.8=286.64knmm =1100.020.8=880.02knn =41.8knmm =1324.27kn n-截面：=465.780.8=372.62knmm =1139.220.8=911.38knn =20.9knmm =1361

54、.87knn截面采用對稱配筋，具體配筋見表 2-30，表中： （2-150men） （2-162030aahemmemm ?。?（2-1710.51cf an）當15 時,取=1.0 （2-18021.150.011,lh0lh2） （2-190.5iseeha） （2-20）2012011()1400ilehh （2-21）10()cnf bh大偏心受壓（小偏心受壓） （2-012010100.45(0.08)()bcbccbsnbhfnehf bbhfha22） （2-23010()2()()cssysxnef bx haafha大偏心受壓） （2-24）00(1 0.5 )2()()cm

55、ssysnebhfaafha小偏心受壓式中 軸向力對截面形心的偏心距；0e 附加偏心距；ae 初始偏心距；ie 偏心受壓構件的截面曲率修正系數(shù)；1 考慮構件長細比對構件截面曲率的影響系數(shù)；2 偏心距增大系數(shù)； 軸力作用點到受拉鋼筋合力點的距離；e 混凝土相對受壓區(qū)高度；、受拉、受壓鋼筋面積。 sasa 表 2-30 柱正截面受壓承載力計算（底層）截面i-i-iii-iiim(knm)250.5051.02286.6441.8372.6220.9n(kn)787.571124.85880.021324.27911.381361.87(mm)0l45006125(m2)0bh55051555051

56、5550515(mm)0e318.0749.61325.7220.91408.8511.69(mm)00.3h154.5154.5154.5(mm)ae202020202020(mm)ie338.0769.61345.7240.91428.8531.69hl08.1811.1411.1411.01.01.01.01.00.99321.01.01.01.01.01.01.031.141.061.521.051.67(mm)ie348.2179.36366.4662.18450.2952.92e(mm)588.21319.36606.46302.18690.29292.920.1940.3760.

57、2170.4170.2250.426偏心性質大偏心大偏心大偏心大偏心大偏心大偏心2()ssaa mm989.120389.2301173.20選筋2 20+2 184 204 20實配面積(mm)113712561256%0.370.420.423.3.斜截面承載力計算斜截面承載力計算 以第一層 b 柱為例，剪力設計值按下式調整： （2-25）1.1ulcccnmmvh式中柱凈高；nh分別為柱上下端順時針或逆時針方向截面組合的彎矩,ulccmm設計值。取調整后的彎矩值，一般層應滿足 cm=1.1,底層柱底應考慮 1.15 的彎矩增大系數(shù)。bm由正截面計算中第-、-截面的控制內力得：=358.3

58、knm =465.78knm =4.2mucmlcmnh358.3465.781.1215.834.2cvkn柱的抗剪承載能力:（2-26）000.161(0.056)1.5svcyvreavf bhfhns式中 框架的計算剪跨比，當時，取=02nhh當3，取=3；考慮地震作用組合的框架柱軸向壓力設計值，當nn 時取=0.3cf an0.3cf a= 取=3.002nhh34.2 104.083.02 515=1100.02kn 6m，按 b = 6m如果 d 0.5m，按 d = 0.5mfa = fakb(b3)dm(d0.5) = 150.000.0018.00(3.403.00)1.0

59、017.5(2.300.50) = 181.5kpa修正后的地基承載力特征值 fa = 181.5 kpa2軸心荷載作用下地基承載力驗算計算公式：按建筑地基基礎設計規(guī)范 （gb 500072002）下列公式驗算：pk = (fkgk)/a(229)fk = f/ks = 1725.60/1.35 = 1278.22 kn gk = 20sd = 2011.562.30 = 531.76 kn pk = (fkgk)/s = (1278.22531.76)/11.56 = 156.57 kpa fa，滿足要求。3偏心荷載作用下地基承載力驗算計算公式：按建筑地基基礎設計規(guī)范 （gb 5000720

60、02）下列公式驗算：當 eb/6 時，pkmax = (fkgk)/amk/w (230) pkmin = (fkgk)/amk/w (231)當 eb/6 時，pkmax = 2(fkgk)/3la (232)x 方向:偏心距 exk = m0yk/(fkgk) = 324.17/(1278.22531.76) = 0.18 me = exk = 0.18 m (b1b2)/6 = 3.40/6 = 0.57 mpkmaxx = (fkgk)/sm0yk/wy = (1278.22531.76)/11.56324.17/6.58.85 = 206.06 kpa 1.2fa = 1.2181.