毕业设计混凝土框架结构计算书

毕业设计（论文）

UNDERGRADUATE PROJECT (THESIS)

题 目: 高中6层办公楼设计

学 院 土木工程 专 业 土木工程 学 号 学生姓名 指导教师

起讫日期 2015.2—2015.6

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摘 要

根据建筑设计和结构承重的要求以及场地地质条件，合理地进行结构选型和结构整体布置，确定各种结构构件的尺寸，选取一品主要横向结构框架进行结构设计计算，用PKPM软件对该品结构框架进行PK电算和整栋框架结构进行SATWE电算，完成楼梯设计和基础设计，绘制出相关建筑和结构施工图。

作为一个土木工程专业毕业的本科生，毕业设计是大学阶段尤为重要的一个环节，它是对我们大学阶段所学知识的一次综合运用，不但使我们各方面的知识系统化，而且使所学知识实践化。通过毕业设计，要求我们了解并且掌握建筑设计的全过程，培养我们分析解决实际问题的能力及创新能力，并锻炼我们调查研究，收集资料查阅资料及阅读中、外文文献的能力，使我们能受到类似与工程师的基本训练。通过一个完整的毕业设计，外面将对于相关设计规范、手册、标准图以及工程实践中常用的方法有较系统地认识了解。

关键词：框架结构，结构设计，内力计算，荷载

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ABSTRACT

According to architectural design and structural loading

requirements and geological conditions, we could make sensible selection of structure and the arrange of the whole structure. After the

identification of structural sizes, we shall select a product that is mainly a horizontal structure for design calculation, using the software of PKPM to PK calculate for the structural framework of the product and SATWE calculate for the entire frame structure .Completing the stair design and basic design leads to drawing out the drawings of relevant architectural and structure.

As a undergraduate majoring in engineering, graduation is a

particularly important part, which is a comprehensive application of the knowledge we have learned in the university. It not only makes our knowledge systematic, but makes the knowledge practical. The graduation, requiring us to understand and grasp the whole process of architectural design , trains our independent ability to analyze and solve practical problems and innovation, and strengthens the capacity of our research, collection and reading foreign literature, so that we can get the training similar to engineers’ basic training. Through a complete graduation, we will get systematic knowledge about related design specifications, manuals, standard drawings and common methods using in engineering practice .

KEY WORDS: frame,structuraldesign,internalforce,lateralloads

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目 录

第一章 毕业设计目的及任务 „„„„„„„„„„„„„„„„„ 1

第一节 毕业设计目的 „„„„„„„„„„„„„„„„„„ 1 第二节 建筑设计任务 „„„„„„„„„„„„„„„„„„ 1 第三节 结构设计任务 „„„„„„„„„„„„„„„„„„ 2 第二章 建筑设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 第一节 建筑设计总说明 „„„„„„„„„„„„„„„„„ 第二节 平面设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 2 第三节 立面设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 3 第四节 剖面设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 3 第三章 结构设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 3

第一节 结构方案选择 „„„„„„„„„„„„„„„„„„ 3 第二节 计算简图及构件选型 „„„„„„„„„„„„„„„ 5 第三节 荷载计算 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 6 第四节 竖向荷载作用下的框架内力计算 „„„„„„„„„„ 11 第五节 风荷载作用下的框架内力及侧移计算 „„„„„„„„ 22 第六节 水平地震作用下的框架内力及侧移计算 „„„„„„„ 25第七节 框架内力组合 „„„„„„„„„„„„„„„„„„ 29 第八节 截面设计 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 36 主要参考资料 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 49 致谢 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 50 附录：

PKPM结构计算 „„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„„ 51 附表1.1 结构计算信息 附表1.2 周期、振型、地震力

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附表1.3 结构位移

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第一章 毕业设计目的及任务

第一节 毕业设计目的

毕业设计是重要的教学实践环节，通过多层办公楼楼设计达到下列目的： 1、获得工程师的基本训练，培奍学生运用所学的理论知识，解决实际问题的能力。

2、掌握设计的程序、方法，通过毕业设计练好基本功。

3、培养学生思考与工作的能力，为毕业后尽快适应本专业工作打下良好的基础。

第二节 建筑设计任务

一、设计任务

1、新建学校办公楼位于北京沿街地段，该地段东西长70米，南北宽50米，南邻主干道，车辆人流干扰较大，东面靠近次干道。

2、新建大楼主要作为办公楼，层数以5—6层为宜。

第三节 结构设计任务

一、设计技术条件

1、地质资料，见任务书： 2、土壤冻结深度：-1.2米。

3、风荷载：基本风压0.55kN/m2。 4、雪荷载：基本雪压0.5kN/m2。 5、设计烈度：抗震设防烈度为8度。 6、建筑场地类别：三类场地土。

7、结构形式：钢筋混凝土结构框架体系。

二、设计任务

1、确定结构体系形成，叙述其理由。 2、结构的计算程序、方法。

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3、建议采用我们已学过的计算方法。 4、框架、板等计算。

三、设计成果

1、完成设计说明书（包括计算书）一份，要求应附有计算简图及表格。 2、图纸内容。

（1）建筑平面图、立面图、剖面图。 （2）结构平面布置图。 （3）梁、板、柱配筋图。

第二章 建筑设计

第一节 建筑设计总说明

本办公楼主要依据任务书所提要求进行设计。设计时首先考虑了满足使用功能上的需求，给办公创造良好条件；其次，考虑到结构计算的简便，为使手算工作量不太繁重，在平面及立面造型上力求简洁明快；最后，在满足使用功能的前提下，为使所有房间都统一到本办公楼里来，对个别房间的使用面积作了小幅调整。

本办公楼设计为六层，建筑面积为4626平方米，平均人均占建筑面5.74平方米。为了减少北大街车辆人流的干扰，办公楼楼北墙距大街中心61米，并紧贴街边设置了绿化隔离带，房间的布置形式上采用了内廊式，将房间布置在了走廊的两侧。

办公楼楼采光要求窗地面积比为1/6～1/8。本办公楼标准房间尺寸为4500mm×7000mm，需窗户面积为8.1～10.8平方米，因此采用了两樘3000mm×2400mm的塑钢窗，共14.4平方米。其余房间也均能满足采光要求。

根据任务书要求，本办公楼为钢筋混凝土框架结构，建筑类别为丙级，为一般民用建筑，所选建筑材料符合二级耐火等级，按合理使用年限为50年设计。

室内外装饰标准较高，详见施工图。 设计中主要依据了以下设计规范： ①《民用建筑设计通则》（GB 50352－2005）③《办公建筑设计规范》（JGJ 67－）、④《建筑设计防火规范》（GBJ16－87＜2001修订版＞）、⑤《公共建筑节能设计标准》（GB 50198－2005）、《建筑采光设计标准》（GB/T 50033－2001）。

第二节 平面设计

平面设计首先考虑满足使用功能的需求，为办公和会议创造良好的条件，重点考虑了交通组织、采光、通风的良好配置，同时还要合理地安排人员休息室、厕所、盥洗室等辅助用房。平面尺寸安排上为简化结构计算采用了对称形式。功

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能分区较为合理，人流交通便捷、畅通，保证良好的安全疏散条件及安全防火要求。

第三节 立面设计

在简单的体型组合前提下，力求运用均衡、韵律、对比、统一等手段，把适用、经济、美观有机的结合起来。

在正立面处理上，将两个楼梯间的外墙设计时为绿色粉刷，使整个建筑显得活泼而不呆板，同时大门采用了不锈钢玻璃弹簧门，下为花岗岩室外台阶，均使立面效果增色不少。

外墙装饰方面，勒脚为烧毛面花岗岩石板面层，与室外台阶的面层相统一，既美观，又坚固耐久；其余外墙面为涂料面层，因为保温板外挂钢丝网抹灰层的装饰面层宜用涂料，选用了仿石涂料，颜色为淡黄色和银灰色相间。

第四节 剖面设计

建筑物室内外高差取0.45米，满足防水、防潮和内外联系方便的要求。 层高的确定，按《公共建筑设计规范》（GBJ 99－86）的要求，考虑到本办公楼楼为框架结构，框架梁的截面高度较高，故层高取值为3.9米。这样的层高，对布置窗户满足采光与自然通风要求来讲已足够。对于底层的阶梯教室，为了使后排也能获得较高的空间，将前部地面下降0.45米（三步台阶的高度）。另外，办公室的层高也统一取为3.9米。

所有房间的窗台高度均取0.9米，保证办公桌上有充足的光线。

第三章 结构设计

第一节 结构方案的选择

依据《混凝土结构设计规范》（GB 50010－2002）,本办公楼框架结构的抗震等级为三级。

一、上部结构承重方案的选择

根据建筑设计结果，本办公楼结构平面布置较为规则，荷载分布比较均匀，故考虑按横向框架承重全现浇钢筋混凝土框架结构计算。

结构平面布置示意图如下：

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图1 结构布置图

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第二节 计算简图及构件选型

一、计算简图

由结构平面示意图知，采用横向框架承重方案时，选其中有内横墙的7轴处框架进行手算。

因建筑设计时，有部分柱的中心并未与定位轴线重合，而在结构计算中，梁的计算跨度应取柱中心线之距离，故某些梁的计算跨度与定位轴线间距不等，需重新计算确定。初步确定框架柱截面尺寸为500 mm×500 mm，故7轴处框架梁的计算跨度分别为：7.0 m、3.0 m和7.0 m。

由初步拟定的基础顶面标高为-1.300 m可得底层柱的计算高度为5.2 m,其余各层柱计算高度均为3.9 m。

⑦轴处框架计算简图如下：

图2 框架计算简图

二、主要构件选型

1、框架梁。

梁截面高度按梁跨度1/12—1/8估算，边跨梁：b×h＝300×700（mm）；中跨梁：b×h＝300×500（mm）。

2、框架柱。

经估算，在满足三级抗震等级轴压比的前提下，柱截面尺寸为：b×h＝500×500（mm），沿全柱高不变。

3、现浇板。

屋面板厚度取为h＝100 mm，楼面板厚度取h＝120 mm。均满足“规范”要求。

4、连系梁。

连系梁的截面尺寸取b×h＝300×570（mm），截面高度取570 mm是为了满足建筑上的要求，使外纵墙的连系梁兼做窗户过梁。

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三、框架梁、柱截面特征及线刚度计算

对于本工程，因为全现浇结构，故该榀框架梁的截面惯性矩取值为I＝2I0。计算结果见表1。

表1 框架梁、柱截面特征及线刚度计算表 构件构件 名称 位置 梁 截面尺寸 跨(高)度 截面惯性矩 b×h l(h) I0 (m×m) (m) (m4) 7.0 3.0 5.2 3.9 8.575×10-3 3.125×10-3 5.208×10-3 5.208×10-3

截面计算 惯性矩I (m4) 线刚度杆线刚度 相对值 i=Ec/ l(h) (ib/ic) 边跨 0.3×0.7 中跨 0.3×0.5 底层 0.5×0.5 其余层 0.5×0.5 17.15×10-3 2.45 Ec×10-3 1.84 6.25×10-3 2.083 Ec×10-3 1.56 5.208×10-3 1.002 Ec×10-3 0.75 5.208×10-3 1.335 Ec×10-3 1 柱 第三节 荷载计算

一、屋面梁荷载

1、屋面荷载。 计算结果见表2。

表2 屋面荷载计算表 荷载类别 荷载名称 荷载标准值(kN/m) 0.05 0.02×20=0.4 0.125×14=1.75 0.1×0.2=0.02 0.1×25=2.5 0.02×17=0.34 5.06 0.5 0.5 0.5 因活荷载不小于雪荷载，故雪荷载舍去。 2备注 恒 载 3厚SBS 20厚水泥沙浆找平层 水泥炉渣找坡层(平均厚度125) 100厚聚苯板保温层 100厚现浇屋面板 20厚板底粉刷 合计 雪荷载 活 载 屋面均布活荷载 合计 2、屋面梁自重。

边跨梁及梁侧粉刷重：0.3×0.6×25＋0.02×0.6×17×2＝4.91（kN/m）， 中跨梁及梁侧粉刷重：0.3×0.4×25＋0.02×0.4×17×2＝3.27（kN/m）。

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3、屋面梁线荷载。 计算结果见表3。

表3 屋面梁线荷载计算表 构件位置 边 跨 荷载类别 恒载 活载 恒载 活载 线荷载标准值(kN/m) 5.06×4.5+4.91=27.68 0.5×4.5=2.25 5.06×4.5+3.27=26.04 0.5×4.5=2.25 备注 中 跨 二、楼面梁荷载

1、楼面荷载

计算结果见表4。

表4 楼面荷载计算表 荷载类别 荷载名称 30厚水磨石面层 恒 载 120现浇钢筋混凝土楼板 20厚板底粉刷 合计 活 载 室内 走廊 荷载标准值(kN/m2) 0.65 0.12×25=3 0.02×17=0.34 3.99 2.0×0.9＝1.8 2.5 折减系数0.9 备注 2、楼面梁自重。

边跨梁及梁侧粉刷重：0.3×0.58×25＋0.02×0.58×17×2＝4.74（kN/m） 中跨梁及梁侧粉刷重：0.3×0.38×25＋0.02×0.38×17×2＝3.11（kN/m）

3、内横墙自重。 砌体：（3.9－0.5）×0.2×8＝5.44（kN/m） 双面粉刷：（3.9－0.5）×0.02×17×2＝2.31（kN/m）

合计：7.55 kN/m。 4、楼面梁线荷载。

计算结果见表5。

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表5 楼面梁线荷载计算表 构件位置 边 跨 荷载类别 恒载 活载 恒载 活载 线荷载标准值(kN/m) 3.99×4.5+7.75+4.74=30.45 1.8×4.5=8.1 3.99×4.5+3.11=21.07 2.5×4.5=11.25 备注 中 跨 其余荷载：

①女儿墙。

压顶圈梁：0.300×0.1×25＝0.75（kN/m） 粉煤灰砌体：（0.9－0.1）×0.2×8＝1.28（kN/m） 60mm厚保温板：（0.9－0.1）×0.06×0.2＝0.01（kN/m） 双面抹灰（含钢丝网）：0.9×0.025×21×2＝0.95（kN/m） 合计：（0.75＋1.28＋0.01＋0.95）×4.5＝13.43（kN）

②连系梁。

0.3×0.57×25×4.5＝19.24（kN）

③外纵墙。

砌体：[（3.9－0.57）×（4.5－0.5）－2.4×3] ×0.3×8＝14.69（kN）

塑钢窗：2.4×3×0.45＝3.24（kN） 外保温层：（4.5×3.9－2.4×3）×0.06×0.2＝0.12（kN）

外墙抹灰（含钢丝网）：（4.5×3.9－2.4×3）×0.025×22＝5.69（kN） 内墙抹灰：（4.5×3.9－2.4×3）×0.02×17＝3.52（kN）

合计：14.69＋3.24＋0.12＋5.69＋3.52＝27.26（kN）

④内纵墙。

砌体：[（3.9－0.57）×（4.5－0.5）－2.7×1] ×0.2×8＝16.99（kN） 木门：2.7×1×0.2＝0.54（kN） 内墙双面抹灰：（4.5×3.9－2.7×1）×0.02×17＝10.1（kN） 合计：16.99＋0.54＋10.1＝27.63（kN）

⑤层间柱自重。 a．底层

边柱：0.5×0.5×（5.2－0.7）×25＝28.13（kN） 中柱：0.5×0.5×（5.2－0.5）×25＝29.38（kN） b．其余层

边柱：0.5×0.5×（3.9－0.7）×25＝20.0（kN） 中柱：0.5×0.5×（3.9－0.5）×25＝21.25（kN）

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三、风荷载

本办公楼楼基本风压：Wk＝0.55 kN/m2,风荷载体型系数：迎风面=0.8, 背

s风面=-0.5,地面粗糙度类别为A类；女儿墙高0.9 m，室内外高差0.45 m。

s

表6 风振系数计算过程 层号 离地面高度（m） 1 2 3 4 5 6 表7 各层楼面处集中风荷载标准值 层号 1 2 3 4 5 6

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相对高度 z/H 1.175 1.175 1.175 1.175 1.175 1.175  0.4 0.4 0.4 0.4 0.4 0.4 z z z1zz 4.2 7.8 11.4 15 18.6 22.2 0.2 0.4 0.5 0.7 0.8 1.0 0.17 0.42 0.35 0.55 0.52 0.65 0.66 0.74 0.75 0.81 0. 0.87 1.190 1.299 1.376 1.419 1.435 1.481 离地面高度（m） 4.2 7.8 11.4 15 18.6 22.2 z z s 0 0.55 0.55 0.55 0.55 0.55 0.55 h上+h下Fizsz0B(h上+h下)/2 10.9 14.4 18.1 21.2 23.5 16.3 7.8 7.2 7.2 7.2 7.2 4.5 B 0.42 0.55 0.65 0.74 0.81 0.87 1.19 1.3 1.299 1.376 1.419 1.435 1.481 1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 7.2 7.2 7.2 7.2 7.2 7.2 上海大学毕业设计（论文）

风压高度变化系数见下图：

图3 风压高度变化表

将风荷载作为集中荷载作用在框架节点上，可由公式F=W0A求得每层

sz楼面处的风荷载值。计算结果见表6。

表6 风荷载计算结果表 作用点 水平风力F(kN) 二层楼面 三层楼面 四层楼面 五层楼面 六层楼面 10.34 9.29 9.29 9.32 10.04 屋面 13.59

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第四节 竖向荷载作用下的框架内力计算

一、弯矩二次分配法内力计算

根据恒载作用下一榀框架的计算简图，用弯矩二次分配法计算框架在恒荷载作用下的弯矩。

经计算，各杆件弯矩分配系数和固端弯矩如下表中所示

根据弯矩二次分配法的计算结果，画出恒荷载作用下的框架梁柱弯矩图。需要说明的是框架梁柱弯矩图中框架梁下部的跨中弯矩为框架梁中间位置的弯矩而非跨间最大弯矩。取框架梁中间位置的弯矩便于荷载效应组合，在荷载效应组合之前，可以将该框架梁中间位置的弯矩乘以1.1～1.2的放大系数。

根据弯矩图，取出梁柱隔离体，利用平衡条件求出剪力，并画出恒荷载作用下的框架梁柱剪力图。

根据剪力图，由节点平衡条件，求出轴力，并画出恒荷载作用下的框架柱轴力图。

根据活载作用下一榀框架的计算简图，用弯矩二次分配法计算框架在活荷载作用下的弯矩。

经计算，各杆件弯矩分配系数和固端弯矩如下表中所示

根据弯矩二次分配法的计算结果，画出恒荷载作用下的框架梁柱弯矩图需要说明的是框架梁柱弯矩图中框架梁下部的跨中弯矩为框架梁中间位置的弯矩而非跨间最大弯矩。取框架梁中间位置的弯矩便于荷载效应组合，在荷载效应组合之前，可以将该框架梁中间位置的弯矩乘以1.1～1.2的放大系数。

根据弯矩图，取出梁柱隔离体，利用平衡条件求出剪力，并画出恒荷载作用下的框架梁柱剪力图。

根据剪力图，由节点平衡条件，求出轴力，并画出恒荷载作用下的框架柱轴力。

各图如下：

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图4 恒载布置简图

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图5活载布置简图

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弯矩分配系数荷载作用下弯矩值上柱0.000.000.00总弯矩值下柱0.460.0037.15.88-0.54-3.333.3963.01右梁0.54-82.34.47-14.71-0.63-4.053.98-54.34左梁0.3982.36-29.4322.24-8.09-0.32-0.8497.02上柱0.000.000.000.000.00下柱0.340.00-25.66-11.68-7.05-0.34-0.73-48.18右梁0.27-6.90-20.3710.19-5.602.80-0.58-56.11左梁0.276.9020.37-10.195.60-2.800.5856.11上柱0.000.000.000.00下柱0.340.0025.6611.687.050.340.7348.18右梁0.39-82.3629.43-22.248.090.320.84-97.02左梁0.5482.36-44.4714.710.634.05-3.9854.34上柱0.000.000.000.00下柱0.460.00-37.-15.880.543.33-3.39-63.01弯矩分配系数荷载作用下弯矩值上柱0.3231.7618.94-6.66-0.270.3152.39下柱0.3231.7615.88-6.66-0.300.3148.50总弯矩值右梁0.36-99.2635.73-14.01-7.49-0.410.35-77.59左梁0.3099.26-28.0317.87-0.81-3.752.68101.30上柱0.25-23.36-12.83-0.68-3.532.24-40.38下柱0.25-23.36-11.68-0.68-1.942.24-37.33右梁0.20-5.84-18.6.34-0.540.271.79-42.32左梁0.205.8418.68-9.340.54-0.27-1.7942.32上柱0.2523.3612.830.683.53-2.2440.38下柱0.2523.3611.680.681.94-2.2437.33右梁0.30-99.2628.03-17.870.813.75-2.68-101.30左梁上柱0.360.3299.26-35.73-31.7614.01-18.947.496.660.410.27-0.35-0.3177.59-52.39下柱0.32-31.76-15.886.660.30-0.31-48.50 14

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弯矩分配系数荷载作用下弯矩值上柱0.3231.7615.88-0.60-3.331.8148.50总弯矩值右梁0.36-99.2631.7635.730.00-14.01-0.60-0.670.00-2.331.812.0448.50-77.59下柱0.32左梁0.3099.26-28.0317.87-4.66-0.34-0.26101.30上柱0.25-23.36-11.68-3.88-0.34-0.22-37.33下柱0.25-23.360.00-3.880.00-0.22-37.33右梁0.20-5.84-18.6.34-3.111.55-0.18-42.32左梁0.205.8418.68-9.343.11-1.550.1842.32上柱0.2523.3611.683.880.340.2237.33右梁0.30-99.2623.3628.030.00-17.873.884.660.000.340.220.2637.33-101.30下柱0.25左梁0.3699.26-35.7314.010.672.33-2.0477.59上柱0.32下柱0.32-31.76-31.76-15.880.000.600.603.330.00-1.81-1.81-48.50-48.50

弯矩分配系数荷载作用下弯矩值上柱0.3231.760.004.480.001.3148.50总弯矩值右梁0.36-99.2631.7635.730.00-14.014.485.040.00-4.081.311.4748.50-77.59下柱0.32左梁0.3099.26-28.0317.87-8.162.52-1.57101.30上柱0.25-23.360.00-6.800.00-1.31-37.33下柱0.25-23.360.00-6.800.00-1.31-37.3315

右梁0.20-5.84-18.6.34-5.442.72-1.05-42.32左梁0.205.8418.68-9.345.44-2.721.0542.32上柱0.2523.360.006.800.001.3137.33右梁0.30-99.2623.3628.030.00-17.876.808.160.00-2.521.311.5737.33-101.30下柱0.25左梁0.3699.26-35.7314.01-5.044.08-1.4777.59上柱0.32-31.760.00-4.480.00-1.31-48.50下柱0.32-31.760.00-4.480.00-1.31-48.50

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弯矩分配系数荷载作用下弯矩值上柱0.3231.760.004.480.001.3148.50上柱0.3433.750.004.920.001.5950.26下柱0.3231.760.004.480.001.3148.98下柱0.2625.810.003.760.001.2132.87总弯矩值

弯矩分配系数荷载作用下弯矩值右梁0.36-99.2635.73-14.015.04-4.081.47-77.59右梁0.40-99.2639.70-14.485.79-4.671.87-73.55左梁上柱下柱右梁0.300.250.250.2099.26-5.84-28.03-23.36-23.36-18.6817.870.000.009.34-8.16-6.80-6.80-5.442.520.000.002.72-1.57-1.31-1.31-1.05101.30-37.33-37.87-42.32左梁0.3199.26-28.9619.85-9.342.90-1.93101.30上柱0.27-25.220.00-8.130.00-1.68-39.27下柱0.20-18.680.00-6.030.00-1.24-27.00右梁0.22-5.84-20.5510.28-6.633.31-1.37-42.80左梁0.205.8418.68-9.345.44-2.721.0542.32左梁0.225.8420.55-10.286.63-3.311.3742.80上柱0.2523.360.006.800.001.3137.33上柱0.2725.220.008.130.001.6839.27下柱0.2523.360.006.800.001.3137.87下柱0.2018.680.006.030.001.2427.00右梁0.30-99.2628.03-17.878.16-2.521.57-101.30右梁0.31-99.2628.96-19.859.34-2.901.93-101.30左梁上柱下柱0.360.320.3299.26-35.73-31.76-31.7614.010.000.00-5.04-4.48-4.484.080.000.00-1.47-1.31-1.3177.59-48.50-48.98

左梁0.4099.26-39.7014.48-5.794.67-1.8773.55上柱0.34-33.750.00-4.920.00-1.59-50.26下柱0.26-25.810.00-3.760.00-1.21-32.87总弯矩值柱底弯矩值16.43-13.5013.50-16.4316

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图6 恒载作用下弯距作用分配图

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图7 活载作用下弯距作用分配图

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二、竖向荷载作用下框架梁内力组合

根据弯矩二次分配法计算结果，把同一开口框架按恒载和活载最不利布置引起的弯矩相加，可求得梁端弯矩组合值，同样，跨中弯矩及梁端剪力也由恒载和活载最不利布置组合求得。

考虑到钢筋混凝土结构的内力重分布，将竖向荷载作用下的梁端弯矩进行调幅，本框架取调整系数为β=0.9，并将梁端所减少的弯矩平均值加到跨中弯矩上，当跨中为负弯矩时，不进行弯矩调幅。

竖向荷载作用下框架梁内力组合汇总见表8。

表8 竖向荷载作用下框架梁内力组合汇总表 楼层 构件控制截面 名称 边 跨 梁 中 跨 梁 边 跨 梁 中 跨 梁 边 跨 梁 中 跨 梁 A端 跨中 B端 B端 跨中 A端 跨中 B端 B端 跨中 A端 跨中 B端 B端 跨中 弯矩值 （kN·m） 恒载 -54.34 +109.96 -97.02 -56.11 -23.86 活载 — — — — — β 调整后弯矩值 （kN·m） 恒载 0.9 -48.91 — +125.09 0.9 -87.32 0.9 -50.5 — -23.86 活载 — — — — — 梁端剪力 （kN） 恒载 99.98 — 112.18 43.0 — 活载 — — — — — 顶 层 -77.59 -21.11 0.9 -69.83 -19.0 103.19 27.75 +97.08 +26.41 — +114.98 +31.61 — — 标 准 层 -101.3 -30.95 0.9 -91.17 -27.86 109.96 34.98 -42.32 -19.11 0.9 -38.08 -17.2 -18.62 -7.86 — -18.62 -7.86 31.6 — 26.23 — 32.2 — -73.55 -20.03 0.9 -66.19 -18.03 102.61 +99.0 +26.96 — +116.57 +32.06 — 底 层 -101.3 -30.01 0.9 -91.17 -27.91 110.54 35.17 -42.8 -19.1 -19. 0.9 -38.52 -17.67 -7.98 — -19.1 -7.98 31.6 — 26.52 —

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三、竖向荷载作用下框架柱内力计算

由于框架柱不仅受到框架梁传递来的恒载与活载，而且受到连系梁传递来的恒载和柱自身的重量，故需先计算连系梁传递来的恒载及柱自重，荷载按标准值计算。为简化计算，不计梁连续性的影响。

根据计算结果，通过活载与恒载的组合，可得框架柱在竖向荷载作用下的内力。求框架柱最大弯矩的活荷载组合方法：

边柱：求边柱柱底内侧和柱顶外侧产生的最大拉应力弯矩时，在两边跨的上、下两层布置竖向荷载，然后再隔跨隔层布置。

中柱：求中柱柱底外侧和柱顶内侧产生的最大拉应力弯矩时，在两边跨的上、下两层布置竖向荷载，然后再隔跨隔层布置。

由于柱端弯矩均系上、下两个开口框架的柱端弯矩叠加，将使拼合后的节点弯矩不平衡，故需将不平衡弯矩重新分配，但不再传递。

梁端剪力VVqVm

Vq—梁上均布荷载引起的剪力, Vq1ql 2Vm—梁端弯矩引起的剪力, Vm(M左M右)/l

柱的轴力 NVP 式中：

V—梁端剪力 P—节点集中力及柱自重

AB跨和CD跨对称，求AB跨即可。 柱轴力：

NVPV:梁端剪力P:节点集中力及柱自重

详细计算过程从略，计算结果列于表9。

20

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表9 竖向荷载作用下框架柱内力组合汇总表

Mmax 与Mmax对应的N Nmax

构件截面（kN·m） （kN） （kN） 楼层

名称 位置

恒载 活载 恒载 活载 恒载 活载 柱顶 63.01

边柱 六 柱底 52.39

柱顶 48.18 层

2.36 10.56 2.15 130.28 150.28 172.05 — — — 130.28 150.28 172.05 — — — 与Nmax对应的M （kN·m） 恒载 63.01 52.39 48.18 活载 2.36 10.56 1.41 中柱

柱底 边柱

柱顶 五

柱底 柱顶 层 中柱

柱底 柱顶四 边柱

柱底 层

中柱

柱顶 柱底 边柱

柱顶 三

柱底 柱顶 层 中柱

柱底 二 边柱 柱顶

柱底 层

中柱

柱顶 柱底 一 边柱 柱顶

柱底 层

中柱

柱顶 柱底

40.38 8.73 48.5

13.2 48.5 13.2 37.33 11.06 37.33 11.06 48.5 13.2 48.5 13.2 37.33 11.06 37.33 11.06 48.5

13.2 48.5 13.2 37.33 11.06 37.33 11.06 48.98 13.33 50.26 13.69

37.87 11.21 39.27 11.61 32.87 8.95 16.43 4.48 27.0 7.98 13.5

3.99

193.3 299.07 319.07 379.82 401.07 467.85 487.85 587.58 608.83 636.63 656.63 795.35 816.6 805.42 825.42

973.62

21

— 193.3 27.75 299.07 27.75 319.07 28.95 379.82 28.95 401.07 55.5 467.85 55.5 487.85

46.43 587.58 46.43 608.83 55.5 636.63 55.5 656.63

75.38 795.35 75.38 816.6 55.5 805.42 55.5

825.42

92.86 1003.12 92.86 1024.37 83.25

973.62

83.25 1001.74 121.81 1211.47 121.81 1240.84 — 27.75 27.75 52.46 52.46 55.5 55.5

104.93 104.93 83.25 83.25

157.39 157.39 111.0 111.0

209.86 209.86 138.6

138.6 262.73 262.73

40.38 5.75 48.5 13.2 48.5 13.2 37.33 7.34 37.33 7.34 48.5 13.2 48.5 13.2 37.33 7.34 37.33 7.34 48.5 13.2 48.5 13.2 37.33 7.34 37.33 7.34 48.98 13.33 50.26 13.69 37.87 7.47 39.27 7.84 32.87 8.95 16.43 4.48 27.0 5.18 13.5

2.59

1003.12 1024.37 1001.74 1211.47 1240.84 上海大学毕业设计（论文）

第五节 风荷载作用下的框架内力及侧移计算

采用水平荷载作用下的D值法进行分析计算。因左、右风荷载作用效果相同，仅方向相反，故只取左风作用时计算。

一、修正后的框架柱侧移刚度D

在计算K时，为计算方便，仍采用相对刚度，框架柱修正侧移刚度D计算过程及结果见表10。

表10 框架柱修正刚度D值计算表 构楼 件 名 称 层 底层 边 柱 其余层 KKiicb(底层)i2ic t(其余层)0.5K(底层)2K K(其余层)2K12D2ic h相对 抗剪 刚度 K1.842.450.75 K21.841.8421120.52.450.750.220.44 0.66D0.6625.222.45 121.840.76 10.380.48D0.4821.843.92底120.54.531.561.84D0.770.750.260. 52 0.77K4.53层 25.224.530.75中 柱 其 123.421.561.84余K1 D0.6310.50.633.4223.43.921层

二、风荷载作用下的框架内力计算

根据已算得的框架柱抗剪刚度相对值，由公式VjkDjkDVj可求得每根柱

j所承受的剪力，然后由查表得到的反弯点高度比可求得柱端弯矩，并可进一步求得梁端弯矩和剪力，最后求出轴力。

1. 反弯点高度计算

yy0y1y2y3

式中：y0——标准反弯点高度比；

22

上海大学毕业设计（论文）

y1——因上、下层梁刚度比变化的修正值； y2——因上层层高变化的修正值； y3——因下层层高变化的修正值。

2. 柱端弯矩及剪力计算

风荷载作用下的柱端剪力按下式计算：

VijDijDVj

式中：Vij——第j层第i柱的层间剪力；

Vj——第j层的总剪力标准值；

D——第j层所有柱的抗侧刚度之和；

Dij——第j层第i柱的抗侧刚度。

风荷载作用下的柱端弯矩按下式计算：

Mc上Vij(1y)hMc下Vijyh

计算过程及结果见表11和表12。

表11 风荷载作用下框架柱内力汇总表 层 间 总 剪 力 边 柱 中 柱 楼 层 Vj (kN) 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层

Vjk M底 M顶 N (kN·m) (kN·m) (kN) 4.55 9.13 7.11 9.13 1.65 5.4 Vjk M底 M顶 N (kN·m) (kN·m) (kN) 6.69 8.17 0.86 13.59 23.63 32.95 42.24 51.53 61.87 2.99 5.2 3.81 6.62 12.91 12.91 3.12 18.0 18.0 6.85 7.25 13.85 13.85 11.15 9.23 9.29 18.12 18.12 18. 11.83 23.07 23.07 11.97 11.34 22.11 22.11 28.59 14.43 28.14 28.14 17.98 14.23 42.92 31.08 41.37 16.7 47.76 39.08 25.81 23

上海大学毕业设计（论文）

表12 风荷载作用下框架梁内力汇总表 边 跨 梁 楼 层 A端 B端 中 跨 梁 B端 M (kN·m) 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层 7.11 15.7 23.55 31.97 40.23 53.19 V (kN) -1.65 -3.75 -5.75 -7.74 -9.7 -12.78 M (kN·m) 4.41 10.58 16.69 22.18 27.65 36.3 V (kN) +1.65 +3.75 +5.75 +7.74 +9.7 +12.78 M (kN·m) 3.76 9.02 14.22 18. 23.56 30.92 V (kN) -2.51 -6.01 -9.48 -12.59 -15.71 -20.61

三、风荷载作用下框架侧移计算

由于本框架楼高度较小，宽度相对较大，因此在风荷载作用下，由柱轴向变形产生的侧移在总侧移中所占比例相当小，故不予考虑，仅计算由框架梁、柱弯曲变形所引起的侧移量。

框架的顶点侧移量可近似地看作由各楼层处层间侧移累加而得；各层侧移值可由公式ujVjD求得；层间柱总刚度由前面已算得的框架柱修正刚度D值

j求得，混凝土强度等级为C30，弹性模量为3.0×104 N/mm2。 风荷载作用下框架侧移量计算结果见表13。

表13 风荷载作用下框架梁柱弯曲变形引起的侧移量计算表 层 Vj (kN) ∑Dj (kN/m) hj (mm) 3900 3900 3900 3900 3900 5200 Δuj (mm) 0.266 0.45 0.62 0.8 0.98 2.15 uj (mm) 5.26 5.0 4.55 3.93 3.13 2.15 Δuj/hi [Δu/h] 1/14661 1/8666 1/6290 1/4875 1/3980 1/2419 1/500 1/500 1/500 1/500 1/500 1/500 六 层 13.59 5.28×104 五 层 23.63 5.28×104 四 层 32.95 5.28×104 三 层 42.24 5.28×104 二 层 51.53 5.28×104 一 层 61.87 2.88×104

24

上海大学毕业设计（论文）

本框架结构总高度（从基础顶面算起）： H＝5.2＋3.9×5＝24.7（m） 框架顶点侧移量u＝5.26（mm）

u/H＝5.26/24700＝1/4696＜[1/650]，满足“规范”要求。

第六节 水平地震作用下的框架内力及侧移计算

一、底部剪力法计算水平地震作用

1、各楼层重力荷载代表值计算。 根据公式GE＝Gk＋∑ΨQiQjk计算，其中活荷载和雪荷载的组合值系数ΨQi取值为0.5。计算结果见下图所示（单位—kN）：

G6=696.29G5=826.69G4=826.69G3=826.69G2=826.69G1=842.95

图8 各层重力荷载代表值

2、结构基本自振周期计算。

结构基本自振周期由公式T11.7TuT计算，本框架结构取ψT＝0.7。 结构顶点假想侧移值uT的计算过程及结果及表14。

表14 结构顶点假想侧移值计算表 楼 层 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层 Vj (kN) 696.29 1522.98 2349.67 3176.36 4003.05 4846.0 ∑Dj (kN/m) 5.28×104 5.28×104 5.28×104 5.28×104 5.28×104 2.88×104 25

Δuj (m) 0.013 0.029 0.045 0.060 0.076 0.168 uTj (m) 0.391 0.378 0.349 0.304 0.244 0.168

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故T1＝1.7×0.7×

0.391＝0.744（s）

3、底部剪力及各层剪力计算

基本自振周期的

水平地震影响系数

1(TgT1)0.9max(0.35)0.080.041 0.7440.9G＝∑Gj＝842.95＋826.69×4＋696.29＝4846（kN） 底部剪力：FEk＝1qG＝0.041×0.85×4846＝168.88（kN）

T1＝0.744＞1.4Tg＝1.4×0.35＝0.49，故需计算顶部附加水平地震力： δn＝0.08T1－0.02＝0.08×0.744－0.02＝0.04 所以ΔFn＝δn FEk＝0.04×168.88＝6.76（kN）

由公式FjGjHjGHkFEk(1n)求得各层水平地震力。计算结果见表15。

k

表15 水平地震作用下各楼层地震力及剪力标准值 楼 层 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层 Fj (kN) Vj (kN) 46.02 46.02 39.25 85.27 31. 117.16 24.53 141.69 17.17 158.86 10.01 168.88

二、水平地震作用下框架梁、柱内力计算

依据算得的各楼层剪力值Vj及框架柱修正刚度D值，即可求得单根柱所承受的剪力Vjk ，进而由查表得到的反弯点高度系数可求得柱端弯矩和梁端弯矩，最后求出梁的剪力和柱的轴力。计算过程及结果见表16及表17。

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表16 水平地震作用下框架梁内力汇总表 楼 层 A端 边 跨 梁 B端 中 跨 梁 B端 M (kN·m) 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层 24.08 55.63 84.2 V (kN) -5.57 -13.28 -20.56 M (kN·m) 14.93 37.36 59.69 76.31 88.61 V (kN) 5.57 13.28 20.56 26.62 31.08 36.78 M (kN·m) 12.72 31.83 50.84 65.01 75.49 88.98 V (kN) -8.48 -21.22 -33. -43.34 -50.33 -59.32 110.05 -26.62 128.93 -31.08 152.98 -36.78 104.46

表17 水平地震作用下框架柱内力汇总表 楼 层 层 边 柱 中 柱 间 总 剪 力 M底 M顶 N M底 M顶 N V V jkjkVj (kN·m) (kN·m) (kN) (kN·m) (kN·m) (kN) (kN) 六 层 五 层 四 层 三 层 二 层 一 层

27

46.02 85.27 10.12 15.39 24.08 5.57 12. 22.62 27.65 2.91 18.76 32.92 40.24 18.85 23.88 46.57 46.57 10.85 117.16 25.78 49.27 51.28 39.41 32.8 63.96 63.96 24.18 141.69 31.17 60.78 60.78 66.03 39.67 77.36 77.36 40.9 158.86 34.95 68.15 68.15 97.11 44.48 86.74 86.74 60.15 168.88 38.84 117.14 24.83 133. 45.6 130.42 106.7 82.69 上海大学毕业设计（论文）

三、水平地震作用下框架侧移计算

与风荷载作用下的框架侧移量计算相似，同样忽略由于柱轴向变形所产生的侧移量。计算结果见表18。

表18 水平地震作用下框架梁柱弯曲变形引起的侧移量计算表 楼 层 Vj (kN) ∑Dj (kN/m) hj (mm) 3900 3900 3900 3900 3900 5200 Δuj (mm) 0.87 1.61 2.22 2.68 3.01 5.86 uj (mm) 16.25 15.38 13.77 11.55 8.87 5.86 Δuj/hi [Δu/h] 1/4483 1/2422 1/1757 1/1455 1/1296 1/887 1/450 1/450 1/450 1/450 1/450 1/450 六 层 46.02 5.28×104 五 层 85.27 5.28×104 四 层 117.16 5.28×104 三 层 141.69 5.28×104 二 层 158.86 5.28×104 一 层 168.88 2.88×104 结构总高度H＝24.7 m ，框架顶点侧移量u＝16.25 mm u/H＝16.25/24700＝1/1520＜[u/H]＝1/550 满足“规范”要求。

28

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第七节 框架内力组合

本结构考虑了三种种内力组合方式，即：

①恒载+活载1.2SGk＋1.4SQk（主要考虑恒荷载起控制作用）

②恒载+活载+风荷载1.2SGk＋0.9（1.4SQk＋1.4SWk） （主要考虑风荷载起控制作用）

③恒载+活载+地震荷载（主要考虑地震荷载起控制作用）

RE（1.2SGk＋1.3SEhk）或RE（1.0SGk＋1.3SEhk）

本框架RE取值：梁端弯矩取0.75；梁、柱剪力取0.85；柱端弯矩及轴力的取值：轴压比小于0.15时，RE＝0.75，轴压比不小于0.15时，RE＝0.80，经计算，仅第五、第六层的柱轴压比小于0.15，其余各层均大于0.15，故仅对第五、第六层柱的柱端弯矩及轴力取RE＝0.75，其余各层取RE＝0.80。

在前面的计算中，SGk、SQk、SWk及SEhk均已求得，现只需对其进行组合即可，组合时，考虑风向及地震力方向可能向左，也可能向右两种情况，即考虑其最不利作用。

对于梁端弯矩，由于重力荷载产生的弯矩对结构有利，故与地震作用组合时

G取1.0，即此时的梁端弯矩为M＝1.3MEh－1.0 MGE。

由于框架轴剪力相对较小，经试算，构造配筋已足够抗剪，故对框架柱剪力不予组合。

对于需考虑地震作用的组合项，已按“规范”要求进行了调整，即对柱上、下端的弯矩设计值有：

a、底层：按考虑地震作用的弯矩设计值乘以系数1.15

b、其余层：∑Mc＝1.1∑Mb（三级抗震等级）

框架梁、柱内力组合结果见表19及表20。

29

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表19 框架梁内力组合表（单位：M－kN·m，V－kN） 各种作用效应下的内力标准值

楼 构件截面内 层 名称 位置 力

内力组合项 ①

②

③

内力 设计值

SGk SQk SWk SEhk M -48.91 — ±7.11 ±24.08 -58.69 A端

边

+125.09 跨 跨中 M 六 梁

M -87.32

B端

V 112.18 层

M -50.5

中 B端

V 43.0 跨

梁

跨中 M -23.86

-49.73 -13.20

-67.65

-67.65 -67.50

V 99.98 — 1.65 5.57 119.98 +122.06 +108.14 122.06

+151.81 +117.05

— ±1.35 ±4.58 +150.11 +151.81

+148.41 +108.12 -110.34 -93.14

— ±4.41 ±14.93 -104.78 -110.34

-99.22 50.93 —

1.65 5.57 134.61 136.69 -120.57 136.69

-55.86 -25.47

-65.34

-65.34 -57.85

— ±3.76 ±12.72 -60.6 — —

2.51 8.48 0

0

51.6 54.76 53.23 54.76 -23.86 -23.86 -17.90 -23.86

-87.95 +1.87 +1.87

-127.52 -117.09 -127.52

M -69.83 -19.0 ±15.7 ±55.63 110.40 A端

V 103.19 27.75 3.75 13.28 162.68 163.52 119.93 163.52

边

+181.03 +112.35

+114.98 +31.61 ±2.56 ±9.14 +182.23 +182.23 跨 跨中 M +174.58 +94.57

五 梁 ±-157.84 -118.48

M -91.17 -27.86 ±37.36 -148.41 -157.84

10.58 -131.18 -31.95

B端

V 109.96 34.98 3.75 13.28 180.92 180.75 126.83 180.92 层

-56.0 +2.47 +2.47

M -38.08 -17.20 ±9.02 ±31.83 -69.78

-78.73 -65.31 -78.73

中 B端

V 31.6 26.23 6.01 21.22 74. 78.54 55.68 78.54 跨

梁

跨中 M -18.62 -7.86 0 0 -33.35 -32.25 -22.34 -33.35

四 层

M -69.83 -19.0 A端

±-78.06 +29.72 +29.72

±84.20 110.40 23.55 -137.41 -144.94 -144.94

V 103.19 27.75 5.57 20.56 162.68 166.04 127.97 166.04

边

+182.13 +115.40

+114.98 +31.61 ±3.43 ±12.26 +182.23 +182.23 跨 跨中 M +173.48 +91.53

梁 ±-165.54 -140.25

M -91.17 -27.86 ±59.69 -148.41 -165.54

16.69 -123.48 -10.18

B端

V 109.96 34.98 5.75 20.56 180.92 183.27 134.88 183.27

B端 M -38.08 -17.2

±-49.45 +21.01 +21.01

±50.84 -69.78 14.22 -85.29 -83.84 -85.29

30

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V 31.6 26.23 9.48 33. 74. 82.91 69.68 82.91 中

跨

0 -33.35 -32.25 -22.34 -33.35 梁 跨中 M -18.62 -7.86 0

M -69.83 -19.0 A端

±-78.09 +29.72 +54.93 ±84.20 110.40 31.97 -137.41 -144.94 -170.15

V 103.19 27.75 7.74 20.56 162.68 166.04 127.97 168.55

边

+182.13 +115.4

+114.98 +31.61 ±4.90 ±12.26 +182.23 +183.98 跨 跨中 M +173.48 +91.53

三 梁 ±-165.54 -140.25 +6.02

M -91.17 -27.86 ±59.69 -148.41

22.18 -123.48 -10.18 -172.45

B端

V 109.96 34.98 7.74 20.56 180.92 183.27 134.88 185.78 层

±-49.45 +21.01 +34.82

M -38.08 -17.2 ±50.84 -69.78

18. -85.29 -83.84 -97.66

中 B端

V 31.6 26.23 12.59 33. 74. 82.91 69.68 86.83 跨

梁

跨中 M -18.62 -7.86 0 0 -33.35 -32.25 -22.34 -33.35 ±±-57.05 +73.33 +73.33 M -69.83 -19.0 -110.40

40.23 128.93 -158.43 -188.55 -188.55 A端

V 103.19 27.75 9.70 31.08 112.68 171.02 139.60 171.02 边

+185.73 +123.14

跨中 M +114.98 +31.61 ±6.29 ±20.16 +182.23 +185.73 跨 +169.88 +83.83

二 梁 ±-179.35 -168.45 +18.02

M -91.17 -27.86 ±88.01 -148.41 27.65 -109.67 +18.02 -179.35 B端

V 109.96 34.98 9.70 31.08 180.92 188.25 1.50 188.25

±-37.68 +45.04 +45.04 层

M -38.08 -17.22 ±75.49 69.78

23.56 -97.05 -107.87 -107.87

中 B端

V 31.60 26.23 15.71 50.33 74. 90.76 87.85 90.76 跨

梁

跨中 M -18.62 -7.86 0 0 -33.35 -32.25 -22.34 -33.35

一

M -66.19 -18.03 A端

±±-35.13 +99.51 +99.51

-104.67

53.19 152.98 -169.17 -208.73 -208.73

V 102.61 32.20 12.78 36.78 168.21 179.81 145.30 179.81

边

+190.93 +128.57

+116.57 +32.06 ±8.45 ±24.26 +184.77 +190.93 跨 跨中 M +169.63 +81.26

梁 ±±-190.31 -183.90 +33.47

M -91.17 -27.91 -148.48

36.30 104.46 -98.83 +33.47 -190.31

B端

V 110.54 35.17 12.78 36.78 181.98 193.07 153.39 193.07

±-29.53 +57.87 +57.87

B端 M -38.52 -17.67 ±88.98 -70.96

30.92 -107.45 -121.42 -121.42

31

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中 层 跨

梁

V 31.6 26.52 20.61 59.32 75.05 97.30 97.78 97.78 跨中 M -19.10 -7.98

0 0 -34.09 -32.97 -22.92 -34.09

表20 框架柱内力组合表(单位M—kN·m N—kN) 构截楼件面层名 位称 置 各种作用效应 内力 组合项 内力设计值 SGk SQk SWk SEhk ① ② ③ 六 Mmax +63.01 +2.36 +78.91 +87.54 +80.19 M ±7.11 ±24.08 Nmax相应的M +63.01 +2.36 +78.91 +87.54 +80.19 M87.54 柱 N1158.42 顶 Nmax +130.28 — +156.34 +158.42 +122.68 ±1.65 ±5.57 边 N Mmax相应的N +130.28 — +156.34 +158.42 +122.68 Mmax +52.39 +10.56 +77.65 +81.91 +62.16 M ±4.55 ±15.39 柱 Nmax相应的M +52.39 +10.56 +77.65 +81.91 +62.16 M81.91柱  N182.42底 Nmax +150.28 — +180.34 +180.42 +140.68 层 N ±1.65 ±5.57 Mmax相应的N +150.28 Mmax M 柱顶 中 N — +180.34 +180.42 +140.68 -60.82 -70.82 -70.32 ±8.17 ±27.65 -59.79 -49.30 -16.40 +206.46 +207.54 +157.68 ±0.86 ±2.91 +206.46 +205.38 +152.01 -60.67 -67. -58.4 M70.82N205.38 M49.30N207.54-48.18 -2.15 Nmax相应的M -48.18 -1.41 Nmax +172.05 — — Mmax相应的N +172.05 Mmax -40.38 -8.73 M ±6.69 ±22.62 柱 Nmax相应的M -40.38 -5.75 -56.5 -51.03 -14.29 柱底 Nmax N +193.3 — ±0.86 ±2.91 — +231.96 +233.04 +176.81 +231.96 +230.88 +171.13 76.68 88.88 82.88 ±11.15 ±40.24 76.68 88.88 82.88 32

Mmax相应的N +193.3 M67.N230.88 M51.03N233.04M88.88 N400.65五 边 柱M 顶 Mmax +48.5 +13.2 Nmax相应的M +48.5 +13.2

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Nmax +299.07 柱 N Mmax相应的N +299.07 Mmax +48.5 M Nmax相应的M +48.5 柱 Nmax +319.07 层 底 N +27.5 ±5.4 ±18.85 +27.5 +13.2 ±9.13 ±32.92 +13.2 +27.5 ±5.4 ±18.85 397.73 400.65 287.54 397.73 400.65 287.54 76.68 86.34 75.75 76.68 86.34 75.75 421.73 424.6 305.54 421.73 424.6 305.54 -60.28 75.0 ±12.91 ±46.57 -79.0 M79.0 N331.26M86.34 N424.6Mmax相应的N +319.07 +27.5 Mmax M 柱顶 -37.33 -11.06 Nmax相应的M -37.33 -7.34 Nmax N +379.82 +52.46 ±3.12 ±10.85 -55.07 -37.78 11.81 529.23 525.81 352.42 496.31 488.33 331.26 -60.28 -75.0 -79.0 ±12.91 ±46.57 -55.07 -37.78 11.81 554.73 551.31 371.54 ±3.12 ±10.85 521.81 513.83 350.38 76.68 ±14.2 ±51.28 76.68 93.0 93.0 99. 99. 中柱 Mmax相应的N +379.82 +28.95 Mmax M 柱底 -37.33 -11.06 Nmax相应的M -37.33 -7.34 Nmax N Mmax相应的N +401.07 +28.95 Mmax M 48.5 48.5 13.2 13.2 +401.07 +52.46 M79.0N350.38 M55.07N554.73柱顶 边 N Nmax相应的M Nmax 639.12 5.4 490.12 ±11.15 ±39.41 Mmax相应的N 467.85 55.5 639.12 5.4 490.12 467.85 55.5 M99. N490.12四 M 柱 Nmax相应的M 48.5 柱 底 Nmax 487.85 N Mmax相应的N 487.85 Mmax -37.33 M Nmax相应的M -37.33 柱 顶 Nmax 587.58 中 N 层 Mmax 48.5 13.2 ±13.85 ±49.27 13.2 55.5 ±11.15 ±39.41 55.5 -11.06 ±18.0 ±63.96 -7.34 104.93 ±6.85 ±24.18 76.68 92.28 76.68 92.28 97.8 97.8 M93.0 N5.4663.12 669.4 509.32 663.12 669.4 509.32 -60.28 -81.41 -102.36 -55.07 -31.36 30.68 852.0 845.94 5.22 770.1 754.97 538.93 -60.28 -81.41 -102.36 Mmax相应的N 587.58 46.43 Mmax -37.33 -11.06 M97.8N509.32 M92.28N669.4M ±18.0 ±63.96 柱 Nmax相应的M -37.33 -7.34 -55.07 -31.36 30.68 柱底 Nmax N 608.83 104.93 ±6.85 ±24.18 877.5 871.44 609.62 795.6 780.47 559.33 33

Mmax相应的N 608.83 46.43 M102.36N559.33 M60.28N877.50

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三 Mmax 48.5 M Nmax相应的M 48.5 柱 顶 Nmax 636.63 N Mmax相应的N 636.63 Mmax 48.5 M 柱 Nmax相应的M 48.5 柱 底 Nmax 656.63 层 N Mmax M 柱顶 13.2 ±18.12 ±60.78 13.2 83.25 ±18. ±66.03 55.5 13.2 ±18.12 ±60.78 13.2 83.25 ±18. ±66.03 76.68 97.66 109.77 76.68 97.66 109.77 880.51 2.65 679.84 841.66 957.69 679.84 76.68 97.66 109.77 76.68 97.66 109.77 904.51 916.65 699.04 865.66 881.69 699.04 -60.28 -87.8 -116.29 ±23.07 ±77.36 -55.07 -24.98 44.62 1174.77 1167.81 806.07 ±11.97 ±40.9 1059.95 1034.32 721.0 -60.28 -87.2 -116.29 ±23.07 ±77.36 -55.07 -24.98 44.62 1200.27 1193.31 826.47 ±11.97 ±40.9 1085.45 1059.82 741.4 77.44 103.43 117.9 ±22.11 ±68.15 77.44 103.43 117.9 1121.9 1142.39 874.2 ±28.59 ±97.11 1044.2 1072.46 874.2 ±22.11 ±68.15 M109.77N679.84 M97.66N2.65Mmax相应的N 656.63 55.5 -37.33 -11.06 M109.77N679.84 M97.66N916.65Nmax相应的M -37.33 -7.34 Nmax N 795.35 157.39 中柱 Mmax相应的N 795.35 75.38 Mmax M 柱底 -37.33 -11.06 M116.29N721.0 M55.07.77N1174Nmax相应的M -37.33 -7.34 Nmax N Mmax相应的N 816.6 75.38 816.6 157.39 M116.29N741.4 M55.07.27N1200二 Mmax 48.98 M Nmax相应的M 48.98 柱 顶 Nmax 805.42 边 N Mmax相应的N 805.42 Mmax 50.26 M 柱 Nmax相应的M 50.26 柱 底 Nmax 825.42 层 N Mmax 13.3 13.3 111.0 55.5 13.69 M117.90N874.2 M103.43.39N1142N3.4013.69 79.48 105.42 119.13 M105.42111.0 1145.9 1166.39 3.4 .39N1166±29.59 ±97.11 1068.2 1096.46 3.4 -61.14 95.03 -126.56 ±28.14 ±86.74 79.48 105.42 119.13 M119.13Mmax相应的N 825.42 55.5 -37.87 -11.21 M126.56Nmax相应的M -37.87 -7.47 -55.9 71.49 53.85 N900.44柱中 M55.9顶 Nmax 1003.12 209.86 1497.55 1490.82 1025.55  N ±17.98 ±60.15 .55N1497 Mmax相应的N 1003.12 92.86 1333.75 1298.09 900.44 柱 .91M127Mmax -39.27 -11.61 -63.38 -97.21 -127.91 N920.84 柱M ±28.14 ±86.74 M58.1底 Nmax相应的M -39.27 -7.84 -58.1 -21.55 52.51 .05N1523M 34

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1523.05 1516.32 1045.95 N ±17.98 ±60.15 Mmax相应的N 1024.37 92.86 1359.25 1323.6 920.84 Nmax 1024.37 209.86 一 Mmax M Nmax相应的M 顶 Nmax 边 N Mmax相应的N Mmax M 柱 Nmax相应的M 柱层 底 M119.7832.87 8.95 51.97 .88 119.78 .32N1016 M.88973.62 138.6 1290.38 1323.11 1016.32 .11±41.37 ±133. N1323973.62 83.25 1212. 1253.37 1016.32 32.87 8.95 51.97 .88 119.78 ±31.08 ±84.83 16.43 16.43 4.48 ±42.92 ±117.14 4.48 25.99 79.44 137.6 25.99 79.44 137.6 MNMN137.61100.9279.441428.85 1396.13 1428.85 1100.92 N ±41.37 ±133. Mmax相应的N 1001.74 83.25 1318. 1359.11 1100.92 Nmax 1001.74 138.6 M136.Nmax相应的M -27 -5.18 -39.65 10.31 85.05 .01N1077柱 M39.65顶 Nmax 1211.47 262.73 1821.59 1817.32 1249.01 N ±25.81 ±82.69 .59N1821Mmax相应的N 1211.47 121.81 1624.3 1574.72 1077.01 中Mmax -27 -7.98 -43.57 -91.70 -136. M ±39.08 ±106.7 柱 -21.79 -81.41 -148.6 M ±47.76 ±130.42 Nmax相应的M -13.5 -2.59 -19.83 40.71 122.68 柱底 1856.83 1852.57 1277.2 N ±25.81 ±82.69 Mmax相应的N 1240.84 121.81 1659.54 1609.97 1105.21 Mmax -13.5 -3.99 Nmax 1240.84 262.73 M148.60.21N1105 M19.83.83N1856

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第八节 截面设计

一、框架梁正截面设计

纵向受拉筋最小配筋率计算：①跨中，“规范”要求，min（百分率）取0.2和45ft/fy中较大值，本框架采用C30混凝土和二级钢筋，ft＝1.43N/mm2，fy=300N/mm2，45ft/fy＝45×1.43÷300＝0.21，所以框架梁跨中受拉筋最小配筋率取0.21％ ；②支座处，“规范”要求，min（百分率）取0.25和55ft/fy中较大值，,55ft/fy＝55×1.43÷300＝0.26，所以框架梁支座处受拉筋最小配筋率取0.26％ 。

在框架梁的正弯矩计算时，按T形截面考虑，T形截面的bf＇为：边跨，bf＇＝l0/3＝7000/3＝2333（mm），取为2300 mm；中跨，bf＇＝l0/3＝3000/3＝1000（mm），取1000 mm。

“规范”要求：①三、四级抗震等级，沿梁全长顶面和底面至少应各配置两根通长的纵向钢筋，钢筋直径不应小于12mm；②框架梁抗震要求b≤0.35；③框架梁梁端载面的底部和顶部纵向受力钢筋截面面积的比值，除按

计算确定外，二、三抗震等级不应小于0.3；④边跨梁腹板高度因大于450，按要求应配置构造筋，故在梁腹板三分点处每侧配置两根12钢筋。⑤梁端混凝土受压区高度，要求二、三级抗震等级x≤0.35h0,且梁端纵向受拉钢筋 的配筋率不应大于2.5％(经验算，所有框架梁均满足该要求，故在后面的计算表中未列出）。

框架梁正截面设计计算见表21。

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表21 框架梁正截面设计计算表 '楼 构截弯矩值 b(bfh0  层 件面(kN·m) ) (mm) s b min As,min 计算A s (%) (mm2) (mm2) 346 739 571 486 173 — 656 948 827 — 592 246 — 751 948 865 177 5 246 — 4 948 — 913 244 738 246 — 选配 钢筋 2φ14+2φ14 2φ14+2φ16 2φ14+2φ14 2φ14+2φ14 2φ14 — 2φ14+2φ16 2φ14+2φ20 2φ14+2φ18 — 2φ4+2φ18 2φ14 — 2φ14+2φ16 2φ14+2φ20 2φ14+2φ18 2φ14 2φ14+2φ18 2φ14 — 2φ16+2φ16+1φ14 2φ14+2φ20 — 2φ16+2φ16+1φ14 2φ16 2φ16+2φ16+1φ14 2φ16 — 实配A s (mm2) 616 710 616 616 308 — 710 936 817 — 817 308 — 710 936 817 308 817 308 — 958 936 — 958 402 958 402 — 边 A端 -67.65 300 665 0.036 0.036 0.35 0.26 546 跨 跨中 +151.81 2300 665 0.01 0.01 0.35 0.21 441 六 梁 B端 -110.34 300 665 0.058 0.06 0.35 0.26 5 层 中 B端 -65.34 300 465 0.07 0.073 0.35 0.26 390 跨 跨中 -23.86 300 465 0.026 0.026 0.35 0.21 315 梁 +1.87 2300 665 边 跨 五 层 梁 跨中 +182.23 2300 665 0.013 0.013 0.35 0.21 441 B端 -157.84 300 665 0.083 0.087 0.35 0.26 546 中 B端 跨 梁 +2.47 1000 465 — — — — — — — — — — A端 -127.52 300 665 0.067 0.069 0.35 0.26 546 -78.73 300 465 0.085 0.0 0.35 0.26 390 跨中 -33.35 300 465 0.036 0.037 0.35 0.21 315 +29.72 2300 665 — — — — — A端 -144.94 300 665 0.076 0.079 0.35 0.26 546 边 跨 四 层 梁 跨中 +182.23 2300 665 0.013 0.013 0.35 0.21 441 B端 -165.54 300 665 0.087 0.091 0.35 0.26 546 中 B端 跨 梁 +21.01 1000 465 0.008 0.008 0.35 0.26 390 -85.29 300 465 0.092 0.097 0.35 0.26 390 跨中 -33.35 300 465 0.036 0.037 0.35 0.21 315 +54.93 2300 665 边 梁 — — — — — A端 -170.15 300 665 0.09 0.094 0.35 0.26 546 跨 跨中 +183.98 2300 665 0.013 0.013 0.35 0.21 441 三 层 +6.02 2300 665 — — — — — B端 -172.45 300 665 0.091 0.096 0.35 0.26 546 中 B端 跨 梁 +34.82 1000 465 0.011 0.011 0.35 0.26 390 -97.66 300 465 0.105 0.111 0.35 0.26 390 跨中 -33.35 300 465 0.036 0.037 0.35 0.21 315 — — — 37

二 边 A端 +73.33 2300 665 — — 上海大学毕业设计（论文）

层 跨 梁 -188.55 300 665 0.099 0.104 0.35 0.26 546 跨中 +185.73 2300 665 0.013 0.013 0.35 0.21 441 +18.02 2300 665 — — — — — B端 -179.35 300 665 0.095 0.1 0.35 0.26 546 9 948 — 951 332 825 246 — 1113 948 — 1008 421 938 259 2φ6+2φ16+1φ14 2φ14+2φ20 — 2φ16+2φ16+1φ14 2φ16 2φ16+2φ16+1φ14 2φ16 — 2φ16+2φ16+1φ18 2φ14+2φ20 — 2φ16+2φ16+1φ18 2φ16 2φ16+2φ16+1φ18 2φ16 958 936 — 958 402 958 402 — 1059 936 — 1059 402 1059 402 中 B端 跨 梁 +45.04 1000 465 0.015 0.015 0.35 0.26 390 -107.87 300 465 0.116 0.124 0.35 0.26 390 跨中 -33.35 300 465 0.036 0.037 0.35 0.21 315 +99.51 2300 665 — — — — — A端 -208.73 300 665 0.11 0.117 0.35 0.26 546 边 一 梁 层 跨 跨中 +190.93 2300 665 0.013 0.013 0.35 0.21 441 +33.47 2300 665 — — — — — B端 -190.31 300 665 0.1 0.106 0.35 0.26 546 中 B端 跨 梁 +57.87 1000 465 0.019 0.019 0.35 0.26 390 -121.42 300 465 0.131 0.141 0.35 0.26 390 跨中 -34.09 300 465 0.038 0.039 0.35 0.21 315 二、框架梁斜截面设计

1、截面条件验算。

①hw/b≤4时，V≤0.25fcbh0；②考虑地震作用组合，当跨高比l0/h＞2.5时，应有V≤0.2fcbh0/RE ，经验算，满足上述要求。

2、最小配箍率计算。 沿梁全长配箍率

sv≥0.26f/f

t

yv

＝0.26×1.43÷210＝0.18％

3、构造要求。

箍筋加密区长度取1.5h和500中较大值，故：边跨取1050，中跨取750；箍筋加密区最大箍筋间距取纵筋直径的8倍和梁高的1/4和150中的最小值，本框架取为100；所有箍筋均选为8。

由框架梁内力组合表可以看出，在考虑RE后，地震组合的剪力并不起控制作用，故斜截面设计按不考虑地震组合进行，但构造配筋应满足抗震要求，计算结果见表22（计算公式为Vcs0.7ftbh01.25fyv

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Asvh0）。 s上海大学毕业设计（论文）

表22 框架梁斜截面设计计算表 楼构件 截面 V b 层 名称 位置 (kN) (mm) (mm) 计算h0 sv,min (%) 加密区 Asv ssv 实配箍筋 (mm) (%) ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 ＜0 非加密区 实配箍筋 sv (%) A端 122.06 300 665 0.18 六 边跨梁 B端 136.69 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 54.76 300 465 0.18 A端 163.52 300 665 0.18 五 边跨梁 B端 180.92 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 78.54 300 465 0.18 A端 166.04 300 665 0.18 四 边跨梁 B端 183.27 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 82.91 300 465 0.18 A端 168.55 300 665 0.18 三 边跨梁 B端 185.78 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 86.83 300 465 0.18 A端 171.02 300 665 0.18 二 边跨梁 B端 188.25 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 90.76 300 465 0.18 A端 179.81 300 665 0.18 一 边跨梁 B端 193.07 300 665 0.18 层 中跨梁 B端 97.30 300 465 0.18 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 Φ8@100, 四肢 0.67 Φ8@200,双肢 0.22 三、框架柱正截面设计

1、纵向受力钢筋最小配筋率。

根据“规范”要求，对于三级框架，框架柱中全部纵向钢筋的配筋百分率不应小于①角柱：0.9％；②其余柱0.7％；③每一侧的配筋百分率0.2％。

2、箍筋的设置。

因各柱的剪力均不大，经试算按构造配筋足够，故无需计算，仅按构造配筋即可；考虑抗震等级，选定所有箍筋直径均为8，柱端加密区箍筋间距为100，非加密区箍筋间距为200；加密区长度：①底层柱底从基础顶面往上1800，②底层柱顶从梁底往下750，③其余各柱的柱顶及柱底均为550，④梁柱相交部分应加密。

3、框架柱计算长度。

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底层柱：l0＝1.0H＝1.0×5200＝5200（mm） 其余各层柱：l0＝1.25H＝1.25×3900＝4875（mm） 4、计算方法。

框架柱正截面设计计算采用“规范”提供的公式。 当对称配筋时，受压区高度xxN，当hb0.550时，为大偏心fcb0xb0.550时，为小偏心受压。 受压，当h0对于大偏心受压状态，当x2as时，由公式

'xNesfcbx(h0)fy'As'(h0a's)2可求得

As'，其中

heseias

2'''As，其中，x2a当s时，由公式NesfyAs(h0as)求得

e'seiha's 2对于小偏心受压状态，需重新计算，按下面公式计算：

Nb1fcbh0b Nes0.431fcbh021fcbh0'(1b)(h0as)此处，对于C30混凝土，1＝1.0，1＝0.8。于是由可求得

Nes(10.5)1fcbh02AsA fy'(h0a's)'s

当计算所得As或As小于构造要求的最小配筋面积时，按构造要求选配钢筋，并考虑施工的方便性。计算过程及结果见表23。

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表23 框架柱正截面设计计算表(单位M—kN·m N—kN) ρmin(%) 计算 b h l0 ei 实配 ρ (%) 楼构件截面偏心 造配 内力值 单全As=As2＇ 钢筋 As=As2＇ 层 名称 位置 类别 全部 (mm) (mm) (mm) (mm) (mm) 单侧 侧 部 (mm) M87.54柱顶 N158.42 500 500 4875 573 大偏心 0.2 0.7 496 2φ18 710 0.28 0.81 边柱 柱底 N182.42 500 500 4875 469 大偏心 0.2 0.7 420 2φ18 710 0.28 0.81 六 M70.82 500 500 4875 365 大偏心 0.2 0.7 303 2φ16 710 0.28 0.81 N205.38M49.30 500 500 4875 258 大偏心 0.2 0.7 130 2φ16 710 0.28 0.81 N207.54M67. 500 500 4875 314 大偏心 0.2 0.7 248 2φ16 710 0.28 0.81 N230.88M51.03 500 500 4875 239 大偏心 0.2 0.7 111 2φ16 710 0.28 0.81 N233.04M81.91柱顶 层 中柱 柱底 边柱 M88.88柱顶 N400.65 500 500 4875 242 大偏心 0.2 0.7 201 2φ18 710 0.28 0.81 M86.34柱底 N424.60 500 500 4875 223 大偏心 0.2 0.7 150 2φ18 710 0.28 0.81 M86.90 500 500 4875 282 大偏心 0.2 0.7 272 2φ16 710 0.28 0.81 N331.26M55.07 500 500 4875 124 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N529.23五 柱顶 层 中柱 柱底 M86.90 500 500 4875 268 大偏心 0.2 0.7 248 2φ16 710 0.28 0.81 N350.38M55.07 500 500 4875 119 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N554.73四 柱顶 93.0M 500 500 4875 244 大偏心 0.2 0.7 254 2φ18 710 0.28 0.81 层 边柱 500 500 4875 1 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N5.4柱底 M107.58 500 500 4875 231 大偏心 0.2 0.7 212 2φ18 710 0.28 0.81 N509.32M92.28 500 500 4875 158 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N669.4中柱 柱顶 M112.60 500 500 4875 229 大偏心 0.2 0.7 215 2φ16 710 0.28 0.81 N538.93M60.28 500 500 4875 91 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N852.041

上海大学毕业设计（论文）

柱底 M112.60 500 500 4875 221 大偏心 0.2 0.7 1 2φ16 710 0.28 0.81 N559.23M60.28 500 500 4875 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N877.50柱顶 边柱 M120.752φ16 500 500 4875 198 大偏心 0.2 0.7 142 710 0.28 0.81 N679.842φ14 M97.66 500 500 4875 129 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N2.65三 层 柱底 M120.75 500 500 4875 193 大偏心 0.2 0.7 126 2φ18 710 0.28 0.81 N699.04M97.66 500 500 4875 127 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N916.65柱顶 M127.92 500 500 4875 197 大偏心 0.2 0.7 166 2φ16 710 0.28 0.81 N721.0中柱 M55.07 .71500 500 4875 67 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N1174M127.92 500 500 4875 193 大偏心 0.2 0.7 150 2φ16 710 0.28 0.81 N741.4柱底 M55.07 500 500 4875 66 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N1200.27二 柱顶 M129.69 500 500 4875 168 大偏心 0.2 0.7 N874.273 2φ18 710 0.28 0.81 层 边柱 M103.43 500 500 4875 111 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 .39N1142M131.04 500 500 4875 167 大偏心 0.2 0.7 N3.4073 2φ18 710 0.28 0.81 柱底 M105.42 500 500 4875 110 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N1166.39M139.22 500 500 4875 175 大偏心 0.2 0.7 133 2φ16 710 0.28 0.81 N900.44柱顶 中柱 M55.9 500 500 4875 57 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 .55N1497柱底 M140.70 500 500 4875 173 大偏心 0.2 0.7 134 2φ16 710 0.28 0.81 N920.84M58.1 500 500 4875 58 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N1523.05M137.75 500 500 5200 156 大偏心 0.2 0.7 .32N1016一 97 2φ18 710 0.28 0.81 边柱 柱顶 层 M.88 .11500 500 5200 88 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N132342

上海大学毕业设计（论文）

柱底 M158.24 500 500 5200 1 大偏心 0.2 0.7 228 2φ18 710 0.28 0.81 N1100.92M79.44 500 500 5200 76 大偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ18 710 0.28 0.81 N1428.85M157.42 500 500 5200 166 大偏心 0.2 0.7 184 2φ16 710 0.28 0.81 N1077.01柱顶 中柱 M39.65 500 500 5200 42 小偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 .59N1821柱底 M170. 500 500 5200 175 大偏心 0.2 0.7 327 2φ16 710 0.28 0.81 N1105.21M19.83 500 500 5200 31 小偏心 0.2 0.7 ＜0 2φ16 710 0.28 0.81 N1856.83

四、现浇板设计

1、屋面板设计。

板的计算跨度取轴线间距，示意图如下：

图9 屋面板计算示意图

a.A区格板计算。

Lx＝4500，Ly＝7000，Ly/Lx＝7000/4500＝1.56＜2，按双向板计算，

板厚h＝100。

①荷载。前已算得，恒载标准值g=5.06 kN/m2，活载标准值q=0.5 kN/m2，取1 m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×5.06＋1.4×0.5）＝6.77 kN/m。

②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配

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筋。

双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。

Mx＝0.0356×6.77×4.52＝4.88 kN·m

My＝0.00855×6.77×4.52＝1.17 kN·m Mx0＝―0.078×6.77×4.52＝－10.69 kN·m

My0＝―0.0571×6.77×4.5＝－7.83 kN·m

2

考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：

Mx＝4.88＋10.69×（1－0.85）＝6.48 kN·m

My＝1.17＋7.83×（1－0.85）＝2.34 kN·m Mx0＝―10.69×0.85＝－9.09 kN·m

My0＝―7.83×0.85＝－6.66 kN·m

配筋计算如下：

相应于Mx：h0＝80 mm，s＝0.0708，＝0.0735，As＝400 mm2。

选配Φ8＠125，实配As＝412 mm2。

相应于My：h0＝70 mm，s＝0.0334，＝0.034，As＝162 mm2。

选配Φ6＠180，实配As＝1 mm2。

02M相应于x：h0＝80 mm，s＝0.0993，＝0.105，As＝572 mm。

选配Φ8＠90，实配As＝566 mm2。

0M相应于y：h0＝80 mm，s＝0.0728，＝0.0757，As＝412 mm2。

选配Φ6＠100，实配As＝393 mm2。

b.B区格板计算。

Lx＝4500，Ly＝3000，Lx/Ly＝4500/3000＝1.5＜2，按双向板计算，

板厚h＝100。

①荷载。前已算得，恒载标准值g=5.06 kN/m2，活载标准值q=0.5 kN/m2，取1 m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×5.06＋1.4×0.5）＝6.77 kN/m。

②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配

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上海大学毕业设计（论文）

筋。

双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。

Mx＝0.0076×6.77×2.72＝0.38 kN·m

My＝0.0367×6.77×2.72＝1.81 kN·m Mx0＝―0.0571×6.77×2.72＝－2.82 kN·m

My0＝―0.0793×6.77×2.7＝－3.91 kN·m

2

考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：

Mx＝0.38＋2.82×（1－0.85）＝0.8 kN·m

My＝1.81＋3.91×（1－0.85）＝2.4 kN·m Mx0＝―2.82×0.85＝－2.4 kN·m

My0＝―3.91×0.85＝－3.32 kN·m

配筋计算如下：

相应于Mx：h0＝70 mm，s＝0.0114，＝0.0115，As＝55 mm2。

按构造选配Φ6＠200，实配As＝141 mm2。

相应于My：h0＝80 mm，s＝0.0262，＝0.0266，As＝145 mm2。

选配Φ6＠180，实配As＝1 mm2。

02M相应于x：h0＝80 mm，s＝0.0262，＝0.0266，As＝145 mm。

按构造选配Φ8＠200，实配As＝251 mm2。

0M相应于y：h0＝80 mm，s＝0.0363，＝0.037，As＝202 mm2。

按构造选配Φ8＠200，实配As＝251 mm2。

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上海大学毕业设计（论文）

2、楼面板设计。

板的计算跨度取轴线间距，示意图如下：

图10 楼面板计算示意图

a.A区格板计算。

Lx＝4500，Ly＝7000，Ly/Lx＝7000/4500＝1.56＜2，按双向板计算，

板厚h＝120。

①荷载。前已算得，恒载标准值g=3.99 kN/m2，活载标准值q=1.8 kN/m2，取1 m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×3.99＋1.4×1.8）＝7.31 kN/m。

②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。

双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。

Mx＝0.0356×7.31×4.52＝5.27 kN·m

My＝0.00855×7.31×4.52＝1.27 kN·m Mx0＝―0.078×7.31×4.52＝－11.55 kN·m

My0＝―0.0571×7.31×4.5＝－8.45 kN·m

2

考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：

Mx＝5.27＋11.55×（1－0.85）＝7.0 kN·m

My＝1.27＋8.45×（1－0.85）＝2.54 kN·m

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上海大学毕业设计（论文）

Mx0＝―11.55×0.85＝－9.82 kN·m

My0＝―8.45×0.85＝－7.18 kN·m

配筋计算如下：

相应于Mx：h0＝100 mm，s＝0.049，＝0.0503，As＝343 mm2。

选配Φ8＠140，实配As＝359 mm2。

相应于My：h0＝90 mm，s＝0.0219，＝0.0221，As＝135 mm2。

选配Φ6＠200，实配As＝142 mm2。

相应于Mx：h0＝100 mm，s＝0.0687，＝0.0712，As＝485 mm2。

选配Φ8＠100，实配As＝503 mm2。

相应于My：h0＝100 mm，s＝0.0502，＝0.0515，As＝315 mm2。

选配Φ6＠100，实配As＝393 mm2。

b.B区格板计算。

00Lx＝4500，Ly＝3000，Lx/Ly＝4500/3000＝1.5＜2，按双向板计算，

板厚h＝120。

①荷载。前已算得，恒载标准值g=3.99 kN/m2，活载标准值q=2.5 kN/m2，取1 m板带宽度计算，p＝1.0×（1.2×3.99＋1.4×2.5）＝8.29 kN/m。

②截面设计。本现浇板抗剪能力已自动满足，无需计算，只需计算正截面配筋。

双向板弯矩采用查表求得，查四边固定双向板弯矩系数表。

Mx＝0.0076×8.29×2.72＝0.46 kN·m

My＝0.0367×8.29×2.72＝2.22 kN·m Mx0＝―0.0571×8.29×2.72＝－3.45 kN·m

My0＝―0.0793×8.29×2.7＝－4.79 kN·m

2

考虑到结构的塑性内力重分布，对现浇板支座负弯矩进行调幅，此处取调幅系数为0.85，调幅后将减少的支座弯矩加到跨中正弯矩上，计算如下：

Mx＝0.46＋3.45×（1－0.85）＝0.98 kN·m

My＝2.22＋4.79×（1－0.85）＝2.94 kN·m

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上海大学毕业设计（论文）

Mx0＝―3.45×0.85＝－2.93 kN·m

My0＝―4.79×0.85＝－4.07 kN·m

配筋计算如下：

相应于Mx：h0＝90 mm，s＝0.0085，＝0.0085，As＝52 mm2。

按构造选配Φ6＠200，实配As＝141 mm2。

相应于My：h0＝100 mm，s＝0.0206，＝0.0208，As＝142 mm2。

选配Φ6＠200，实配As＝141 mm2。

相应于Mx：h0＝100 m，s＝0.02205，＝0.0207，As＝141 mm2。

按构造选配Φ8＠200，实配As＝251 mm2。

相应于My：h0＝100 mm，s＝0.0285，＝0.02，As＝197 mm2。

按构造选配Φ8＠200，实配As＝251 mm2。

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00上海大学毕业设计（论文）

主要参考资料

[1] 王文栋主编.《混凝土结构构造手册》 第三版 北京：中国建筑工业出版社，2003.

[2] 包世华，方鄂华.《高层建筑结构设计》 北京：清华大学出版社，2005. [3] 天津大学、同济大学、东南大学主编.《混凝土结构》上册 第四版 北京：中国建筑工业出版社，2008.

[4] 郭继武.《地基基础设计简明手册》 北京：机械工业出版社，2008.

[5] 丰定国、王社良主编.《抗震结构设计》 武汉：武汉工业出版社，2003. [6] 梁兴文、史庆轩主编.《土木工程专业毕业设计指导》 北京：科学出版社，2002.

[7] 国家标准.建筑工程抗震设防分类标准（GB50223-2008） 北京：中国建筑工业出版社，2008.

[8] 国家标准.建筑抗震设计规范（GB50011-2010） 北京：中国建筑工业出版社，2010.

[9] 国家标准.地基基础设计规范（GB50007-2002） 北京：中国建筑工业出版社，2002.

[10] 国家标准.混凝土结构设计规范（GB50010-2010） 北京：中国建筑工业出版社，2010.

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上海大学毕业设计（论文）

致 谢

毕业设计是对四年专业知识的一次综合应用、扩充和深化，也是对我们理论运用于实际设计的一次锻炼。通过毕业设计，我不仅温习了以前在课堂上学习的专业知识，同时我也得到了老师和同学的帮助，学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。对四年来所有培养和关心我的各位尊敬老师表示由衷的感谢,特别对在毕业设计过程中给予我悉心指导的xxx老师致以崇高的谢意和敬意! 在进行结构设计的过程中, 我发现了自己理论知识的不足，很多细节问题很模糊，导致每个阶段的设计，都会出现大大小小的疑问。但经过杨巧荣老师以诲人不倦的精神给我指导和点拨，加上同学的帮助和自己的努力，所有疑问都得以一一解决，现在的知识才真正成为属于自己的东西。

xxx老师在毕业设计上给予我最重要的指导和帮助。他不但使我学到了很多专业知识，更重要的是我学到了很多做人，做学问，做工作的道理。此外，对同组同学给予的帮助与支持也深表感谢，在这段日子我们共同学习共同研讨共同进步，让我感受到深刻的友情。

在此，我再次向他们表示崇高的敬意和衷心的感谢！

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