1、武 漢 某 辦 公 樓 框 架 結 構 設 計專業： 土木工程姓名： 學號： 指導教師： 目 錄 TOC o 1-3 h z HYPERLINK l _Toc106188403 第一部分：工程概況 PAGEREF _Toc106188403 h 4 HYPERLINK l _Toc106188404 第二部分：結構計算單元確定及框架側移剛度的計算 PAGEREF _Toc106188404 h 5 HYPERLINK l _Toc106188405 第三部分：荷載計算 PAGEREF _Toc106188405 h 7 HYPERLINK l _Toc106188406 第四部分：水平荷載作用

2、下框架結構的內力和側移計算 PAGEREF _Toc106188406 h 14 HYPERLINK l _Toc106188407 第五部分：豎向荷載作用下框架結構的內力計算 PAGEREF _Toc106188407 h 20 HYPERLINK l _Toc106188408 第六部分：截面設計 PAGEREF _Toc106188408 h 38 HYPERLINK l _Toc106188409 第七部分：樓板設計 PAGEREF _Toc106188409 h 54 HYPERLINK l _Toc106188410 第八部分：樓梯設計 PAGEREF _Toc106188410

3、h 57 HYPERLINK l _Toc106188411 第九部分：框架變形驗算 PAGEREF _Toc106188411 h 60 HYPERLINK l _Toc106188412 第十部分：基礎設計 PAGEREF _Toc106188412 h 66 HYPERLINK l _Toc106188413 第十一部分：科技資料翻譯71 HYPERLINK l _Toc106188413 第十二部分：設計心得82 HYPERLINK l _Toc106188413 參考資料：84前 言畢業設計是大學繼續教育培養目標實現的重要階段，是畢業前的綜合學習階段,是深化、拓寬、綜合教和學的重要過

4、程,是對大學期間所學專業知識的全面總結。本組畢業設計題目為武漢某辦公樓框架結構設計。在畢設前期，我溫習了結構力學、鋼筋混凝土、建筑結構抗震設計等知識，并借閱了抗震規范、混凝土規范、荷載規范等規范。在畢設中期，我通過所學的基本理論、專業知識和基本技能進行建筑、結構設計并積極請教指導老師。特別是畢業設計期間工作比較忙，在畢業設計方面存在的一些問題沒有及時的處理。在畢設后期，主要進行設計手稿的電腦輸入，并得到老師和同學們在畢設中的指導批正，使我在自我所學的基礎上完成了任務，在此表示衷心的感謝。畢業設計的將近三個月里，在指導老師的幫助下，經過資料查閱、設計計算、論文撰寫以及外文的翻譯，加深了對新規范、

5、規程、手冊等相關內容的理解。鞏固了專業知識、提高了綜合分析、解決問題的能力。在進行內力組合的計算時，進一步了解了Excel、Word。在繪圖時熟練掌握了AutoCAD，以上所有這些從不同方面達到了畢業設計的目的與要求。框架結構設計的計算工作量很大，在計算過程中以手算為主，輔以一些計算軟件的校正。由于自己水平有限，難免有不妥和疏忽之處，敬請各位老師批評指正。 2009年5月 內容摘要本設計主要進行了結構方案中典型橫向框架的抗震設計。在確定框架布局之后，先進行了重力荷載代表值的計算,接著利用頂點位移法求出自震周期，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

6、、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， 是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。完成了平臺板，梯段板，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 抗震設計第一部分：工程概況1.1 畢業設計概況建筑地點：北京市建筑類型：六層綜合辦公樓，框架填充墻結構。建筑概況：建筑面積約7000平方米，室內外高差450mm，樓蓋及屋蓋均采用現澆鋼筋混凝土框架結構，樓板厚度取120mm，填充墻采用蒸壓白砂磚砌塊。門窗使用：門廳大門采用鋼門，其它為木門，門洞尺寸為1.5m2.5m，窗為鋁合金窗，洞

7、口尺寸為1.5m2.1m，和1.2m1.8m地質條件：根據設計任務說明地震設防烈度為8度。地基承載力標準值為200KN/M2。結構概況:結構體系框架結構,基礎為柱下獨立基礎,基礎混凝土C20,其余混凝土為C30.第二部分：結構計算單元確定及框架側移剛度的計算 柱網與層高：本辦公樓采用柱距為6.0m的內廊式小柱網，邊跨為6.0m，中間跨為2.7m，層高取首層為4.5m,其余為3.3m，如下圖所示：框架結構承重方案的選擇：豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經梁框架柱，再由框架柱傳至地基。根據以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截

8、面高度大，增加框架的橫向側移剛度。框架結構的計算簡圖： 梁、柱、板截面尺寸的初步確定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取1/106000=600mm，截面寬度取6001/2=250mm，可得梁的截面初步定為bh=250*600。樓板取120mm，樓梯板及休息平臺板為100mm,平臺梁250400。2、框架柱的截面尺寸梁截面尺寸（mm）混凝土等級橫梁（bh）縱梁（bh）AB跨、CD跨BC跨C30250600250400250600柱截面尺寸（mm）層次混凝土等級bh1-6C306006001.橫梁線剛度i b的計算：類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm

9、）EcI0/l（Nmm）2EcI0/l（Nmm）AB跨、CD跨3.01042506004.5010960002.2510104.501010BC跨3.01042504001.3310927001.4810103.3410102.柱線剛度i c的計算：I=bh3/12層次hc（mm）Ec（N/mm2）bh（mmmm）Ic（mm4）EcIc/hc（Nmm）145003.01046006001.0810107.210102-633003.01046006001.0810109.821010第三部分：荷載計算1.恒載計算（1）屋面框架梁線荷載標準值：20厚1：2水泥砂漿找平 0.02200.4 KN/

10、m2100-140厚（2找坡）膨脹珍珠巖 (0.10+0.14)/270.80 KN/m2120厚現澆鋼筋混凝土樓板 0.12253 KN/m215厚石灰抹底 0.015160.24 KN/m2屋面恒載 3.98 KN/m2邊跨框架梁自重 0.250.6253.75 KN/m梁側粉刷 2（0.60.1）0.02170.34 KN/m中跨框架梁自重 0.250.4252.5 KN/m梁側抹灰 2（0.40.1）0.02170.204 KN/m因此，作用在頂層框架梁上的線荷載為g6AB! =g6cd1= 4.09KN/mg6BC= 2.704 KN/m(2)樓面框架梁線荷載標準值25厚水泥砂漿面層

11、 0.02520 0.5 KN/m 120厚現澆鋼筋混凝土樓板 0.12253 KN/m15厚板底石灰抹底 0.015160.24 KN/m樓面恒載 3.24 KN/m邊跨框架梁及梁側粉刷 4.09 KN/m邊跨填充墻自重 0.25（3.3-0.6）19=12.825 KN/m墻面粉刷 （3.3-0.6）0.02217=1.836 KN/m中跨框架及梁側粉刷 2.704 KN/m因此，作用在中間層框架梁上的線荷載為gAB! =gcd1=18.75 KN/mgBC1=2.704 KN/mgAB2 =gcd2=19.44 KN/mgBC2=8.748 KN/m(3)屋面框架節點集中荷載標準值邊柱連

12、系梁自重 0.250.6625=22.5 KN粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN1.2m高女兒墻 1.260.2519=34.2 KN粉刷 1.20.022617=4.896 KN連系梁傳來屋面自重 0.560.563.98=35.82 KN頂層邊節點集中荷載 99.46 KN中柱連系梁自重 0.250.6625=22.5 KN粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN連系梁傳來屋面自重 0.5（6+6-2.7）1.353.98=24.98 KN 0.563.983=35.82 KN頂層中節點集中荷載 85.34 KN(4)樓面框架節點集中荷載標準值邊柱連系

13、梁自重 22.5 KN粉刷 2.04 KN鋼窗自重 21.21.80.45=1.944 KN窗下墻體自重 0.250.85(6-0.5)19=22.2 KN粉刷 20.020.855.517=3.179 KN窗邊墻體自重 0.25 (6-21.2-0.5)1.819=26.51 KN粉刷 23.11.8170.02=3.79 KN框架柱自重 0.50.63.325=24.75 KN粉刷 1.70.023.317=1.907 KN連系梁傳來樓面自重 0.560.563.24=29.16 KN中間層邊節點集中荷載 137.98 KN中柱連系梁自重 22.5 KN粉刷 2.04 KN內縱墻自重 6（

14、3.3-0.6）20.2519=153.9 KN粉刷 62.720.0217=11.02 KN扣除門洞重加上門重 -2.10.8(5.24-0.2) =-16.93 KN框架柱自重 24.75 KN粉刷 1.907 KN連系梁傳來樓面自重0.5(6+6-2.7)1.353.24=20.34 KN0.561.53.24=14.58 KN樓面活荷載計算p6AB =p6CD=1.56=9 KN/mp6BC=1.52.7=4.05 KN/mp6A=p6D=331.5=13.5 KNp6B=p6C=0.59.31.351.5+0.25661.5=9.42+13.5=22.92 KN pAB=pCD=1.

15、56=9 KN/m pBC=22.7=5.4 KN/mpA=pD=331.5=13.5 KN pB=pC=0.59.31.352+0.25662=12.56+18=30.56 KN2.風荷載計算風壓標準值計算公式為 W=z. s.z.W0因結構高度 H30m ，可取z1.0；對矩形平面 z=1.3;可查荷載規范，當查得的z1.0時，取z1.0將風荷載換算成作用于框架每層節點上的集中荷載，計算過程如表：風荷載計算：層次zsZ(m)zW0(K0.55N/m)A(m2)Pw(kN)61.01.3211.250.559.98.8551.01.317.71.180.5519.816.7141.01.31

16、4.41.100.5519.815.5731.01.311.11.010.5519.814.3021.01.37.810.5519.814.3011.01.34.510.5523.416.733. 地震作用計算因本辦公樓為長方形布置柱網，縱向柱網使得整體縱向剛度較大，僅考慮水平地震對橫向柱網影響即可。采用剪力法計算水平地震作用力，為求基底剪力，先要計算結構各樓層的總重力代表值。總重力荷載統計3.1 頂層總重力荷載 1203 KN結構板 0.12（662+3.16）9.06 KN柱 0.250.6122.725121.5 KN梁 0.25（242+9.12）0.625248.25 KN墻 （12

17、6-120.6）2.7+（3.12-40.6）2.71.52.13-0.82.121.22.121.52.130.2519 =750.12 KN門 （1.52.13+0.82.12）5.2467.12 KN窗 （1.22.12+1.52.13）0.456.54 KN3.2 六層總重力荷載代表值 18089 KN屋面 3.9881.114.7=4744 KN結構板 0.1281.114.725+0.0281.114.7173385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墻

18、（452+29.4）1.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.3 五層總重力荷載代表值 17207 KN樓面 3.2481.114.73862 KN結構板 0.1281.114.725+0.0281.114.7173385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墻 （452+29.4）1.8511.51.85-0.82.1490.2519 61

19、06 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.4 四層總重力荷載代表值 17207 KN樓面 3.2481.114.73862 KN結構板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墻 （452+29.4）1.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.

20、51.85）0.4556 KN3.5 三層總重力荷載代表值 17207 KN樓面 3.2481.114.73362 KN結構板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墻 （452+29.4）1.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.6二層總重力荷載代表值 17207 KN樓面

21、 3.2481.114.73362 KN結構板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墻 （452+29.4）1.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.7一層總重力荷載代表值 19812 KN樓面 3.2481.114.73362 KN結構板 0.1281.114.725+0

22、.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.64.525642592 KN墻 （452+29.4）2.1511.52.15-0.82.5490.2519 8510 KN門 0.82.1495.24431 KN窗 （1.22.151+1.52.15）0.4565 KN各層重力荷載代表值結構自振周期采用經驗公式T1=0.22+0.035H/B1/3式中 H為結構總高； B為結構寬度。即T1=0.22+0.035（53.3+4.5）/14.71/3=0.52 S設防烈度8度，

23、由抗震規范查得水平地震影響系數最大值max=0.16按近震類場地取Tg0.2，則地震影響系數1(Tg/T1)0.9max=(0.2/0.52)0.90.160.067結構總重力荷載為GE=107932KN由基底剪力法計算公式：FEK總1Geq=10.85GE=0.067 0.851079326.1103KN本辦公樓結構共有14榀框架共同承受水平地震力，則每一榀框架承受的基底剪力為FEK= FEK總/14=6.1103/14=439KN因T1 1.4Tg,故可不考慮頂部附加地震作用系數，每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各層節點處：Fi=GiHiFEk/GiHi（i=1,2,36）計算結果

24、見下表：層次Hi(m)Gi (KN)GiHi(103KN.m)Fi (KN)62118089379123517.71720730499414.41720724780311.1172071916227.8172071344314.5198128929第四部分：水平荷載作用下框架結構的內力和側移計算一、橫向自振周期的計算： 橫向自振周期的計算采用結構頂點的假想位移法。按式Ge=Gn+1（1+3h1/2/H）將突出房屋重力荷載代表值折算到主體結構的頂層，即：Ge=10231+33.6/（3.65+4.7）=650.8153（KN）基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1=1.7T （uT）1/2注：

25、uT假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值Gi作為水平荷載而算得的結構頂點位移。T結構基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數，取0.6。uT按以下公式計算：VGi=Gk（u）i= VGi/D ij uT=（u）k注：D ij 為第i層的層間側移剛度。（u）i為第i層的層間側移。（u）k為第k層的層間側移。s為同層內框架柱的總數。結構頂點的假想側移計算過程見下表，其中第六層的Gi為G6和Ge之和。結構頂點的假想側移計算層次Gi（KN）VGi（KN）D i（N/mm）ui（mm）ui（mm）61808910404.290176260013.641265.98951720720331.628776

26、260026.661252.68541720730258.967376260039.679225.68531720740186.305976260052.696186.00621720750096.497772953068.670133.3111981259715.081392381064.64064.64T1=1.7T （uT）1/2 =1.70.6(0.265989)1/2=0.526(s)二、水平地震作用及樓層地震剪力的計算：本結構高度不超過30m，質量和剛度沿高度分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可用底部剪力法計算水平地震作用，即：1、結構等效總重力荷載代表值GeqGeq=0.85Gi

27、=0.85（18089+172074+19812+1203）=50666（KN）2、計算水平地震影響系數1查表得二類場地近震特征周期值Tg=0.30s。查表得設防烈度為8度的max=0.161=（Tg/T1）0.9max =（0.3/0.526）0.90.16 =0.09653、結構總的水平地震作用標準值FEkFEk=1Geq =0.096550666 =4890（KN）因1.4Tg=1.40.3=0.42sT1=0.526s，所以應考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數n=0.08T1+0.07=0.080.526+0.07=0.1121F6=0.11214890=548KN各質點橫

28、向水平地震作用按下式計算：Fi=GiHiFEk（1-n）/（GkHk）=4342（KN）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為 Vi=Fk（i=1，2，n）計算過程如下表：各質點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KNm）GiHi/GjHjFi（KN）Vi（KN）23.7120313959.230.01773.82073.82062118089221403.880.2691168.0881241.908517.717207189612.170.230998.7372240.645414.417207153873.750.187812.0163052.6623

29、11.117207118135.330.143620.9543673.61527.81720782254.590.100434.2334107.84814.51981245207.340.055238.8284346.676824446.29各質點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖： （具體數值見上表）三、多遇水平地震作用下的位移驗算：水平地震作用下框架結構的層間位移（u）i和頂點位移u i分別按下列公式計算：（u）i = Vi/D iju i=（u）k各層的層間彈性位移角e=（u）i/hi，根據抗震規范，考慮磚填充墻抗側力作用的框架，層間彈性位移角限值e1/550。計算過程如下

30、表：橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi（KN）D i（N/mm）（u）i （mm）ui（mm）hi（mm）e=（u）i /hi61241.9087626001.62923.72333001/221052240.6457626002.93822.09433001/122543052.6627626004.00319.15633001/89933673.6157626004.81715.15333001/74724107.8487295305.63110.33633001/63914346.6769238104.7054.70545001/999由此可見，最大層間彈性位移角發生在第二層，1/63

31、90，說明xal，則x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx-（q1+ q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VA0，則Mmax=MA2）VA= -（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l第1層AB跨梁： 梁上荷載設計值：q1=1.28.46=10.15 KN/m q2=1.2（14.22+0.56）=21.38 KN/m左震： MA=270.47/0.75=360.63 KNmMB=-367.14/0.75=-489.

32、52 KNmVA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2 =-（360.63+489.52）/6+10.156/2+21.386/3=-30.22 KN0，故xal=l/3=2.4mx =（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（205.03+1.221.38）/（10.15+21.38）= 5.73m Mmax =MA+VAx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-541.72+205.035.73-（10.15+21.38）（5.73）2/2+21.382.7（5.73-2.4/3）/2= 241.98 KNm REMmax=0.75241.98=181

33、.48 KNm 其它跨間的最大彎矩計算結果見下表：跨間最大彎矩計算結果表層次123跨ABBCABBCABBCMmax281.79214.91234.07191.00206.00178.40層次456跨ABBCABBCABBCMmax151.44134.1581.5188.2029.2638.434、梁端剪力的調整：抗震設計中，二級框架梁和抗震墻中跨高比大于2.5，其梁端剪力設計值應按下式調整：V=Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb（1）對于第6層， AB跨： 梁上荷載設計值：q1=1.24.5=5.4 KN/m q2=1.2（19.26+0.56）=27.43 KN/m V G

34、b=5.46/2+27.434.8/2=85.27 KN ln=6-0.65=5.35 m左震： M lb=18.54/0.75=24.72 KNmM rb=-132.97/0.75=-177.29 KNmV =Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb=0.751.2（24.72+177.29）/5.35+85.27=91.71 KN右震： M lb=147.21/0.75=196.28 KNmM rb =6.4/0.75=8.53 KNmV=Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb=0.751.2（196.28+8.53）/5.35+85.27=92.09 KNBC跨：梁

35、上荷載設計值：q1=1.22.5=3.0 KN/m q2=1.2（9.63+0.5*3.6）=13.72 KN/m V Gb=3.02.4/2+13.721.2/2=11.83 KN ln=2.4-0.65=1.75 m左震： M lb= M rb=36.72/0.75=48.96 KNmV =Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb=0.751.2248.96/1.75+11.83=59.23 KN右震： M lb= M rb=57.21/0.75=76.28 KNm V=Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb =0.751.2276.28/1.75+11.83=87.

36、33 KN（2）對于第1-5層，AB跨： q1=1.28.46=10.15 KN/mq2=1.2（14.22+0.56）=21.38 KN/mV Gb=10.156/2+21.384.8/2=87.85 KNBC跨： q1=1.22.5=3.0 KN/mq2=1.2（7.11+0.53.6）=10.69 KN/mV Gb=3.02.7/2+10.691.2/2=10.01 KN剪力調整方法同上，結果見各層梁的內力組合和梁端剪力調整表。四、框架柱的內力組合：取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結果如下表： 橫向框架A柱彎矩和軸力組合層次截面內力SGk調幅后SQk調幅后SEk（1）SEk（2）Re1

37、.2（SGk+0.5SQk）+1.3SEk1.35SGk +1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱頂M58.84 16.43 -85.00 85.00 -22.53 143.22 95.86 93.61 143.22 -22.52 95.86 N195.37 51.84 -20.82 20.82 178.86 219.46 315.59 307.02 219.46 178.86 315.59 柱底M-36.41 -10.94 18.66 -18.66 -19.50 -55.89 -60.09 -59.01 -60.09 -19.50 -60.09 N233

38、.39 51.84 -20.82 20.82 213.08 253.68 366.92 352.64 366.92 213.08 366.92 5柱頂M26.42 7.94 -125.30 125.30 -94.82 149.52 43.61 42.82 149.52 -94.82 43.61 N428.25 103.68 -58.62 58.62 374.93 489.24 681.82 659.05 489.24 374.93 681.82 柱底M-30.65 -9.21 61.72 -61.72 28.45 -91.91 -50.59 -49.67 -91.91 28.45 -50.59

39、 N466.27 103.68 -58.62 58.62 409.14 523.45 733.14 704.68 523.45 409.14 733.14 4柱頂M30.65 9.21 -152.88 152.88 -117.3180.79 50.59 49.67 180.79 -117.33 50.59 N661.13 155.52 -115.13 115.13 552.75 777.25 1048.05 1011.1777.25 552.75 1048.05 柱底M-30.65 -9.21 101.92 -101.92 67.64 -131.10 -50.59 -49.67 -131.10

40、 67.64 -50.59 N699.15 155.52 -115.13 115.13 586.97 811.47 1099.37 1056.7811.47 586.97 1099.37 3柱頂M30.65 9.21 -168.64 168.64 -132.7196.15 50.59 49.67 196.15 -132.70 50.59 N894.01 207.36 -187.91 187.91 714.71 1081.13 1414.27 1363.11081.13 714.71 1414.27 柱底M-31.00 -9.31 137.98 -137.98 102.44 -166.62 -5

41、1.16 -50.23 -166.62 102.44 -51.16 N932.03 207.36 -187.91 187.91 748.93 1115.35 1465.60 1408.71115.35 748.93 1465.60 2柱頂M30.16 9.08 -161.28 161.28 -126.0188.48 49.80 48.90 188.48 -126.02 49.80 N1126.9 259.20 -267.10 267.10 870.42 1391.26 1780.50 1715.21391.26 870.42 1780.50 柱底M-34.58 -10.48 197.12 -1

42、97.12 156.35 -228.03 -57.16 -56.17 -228.03 156.35 -57.16 N1164.9259.20 -267.10 267.10 904.64 1425.48 1831.83 1760.81425.48 904.64 1831.83 1柱頂M21.68 6.59 -149.94 149.94 -123.7168.67 35.86 35.24 168.67 -123.71 35.86 N1359.8 311.04 -357.58 357.58 1015.11712.40 2146.73 2067.21712.40 1015.12 2146.73 柱底M-

43、10.84 -3.30 405.39 -405.39 384.01 -406.50 -17.93 -17.63 -406.50 384.01 -17.93 N1397.8311.04 -357.58 357.58 1049.31746.62 2198.06 2112.81746.62 1049.34 2198.06 橫向框架B柱彎矩和軸力組合層次截面內力SGk調幅后SQk調幅后SEk（1）SEk（2）Re1.2（SGk+0.5SQk）+1.3SEk1.35SGk +1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax6柱頂M-41.56 -11.57 -113.08 113

44、.08 -152.86 67.64 -67.68 -66.07 -152.86 -152.86 -67.68 N246.59 69.12 -19.32 19.32 234.20 271.87 402.02 392.68 234.20 234.20 402.02 柱底M28.53 7.82 48.46 -48.46 76.44 -18.05 46.34 45.18 76.44 76.44 46.34 N284.61 69.12 -19.32 19.32 268.42 306.09 453.34 438.30 268.42 268.42 453.34 5柱頂M-22.61 -6.13 -174.8

45、8 174.88 -193.62 147.40 -36.65 -35.71 -193.62 -193.62 -36.65 N523.59 138.24 -60.81 60.81 474.15 592.73 845.09 821.84 474.15 474.15 845.09 柱底M24.86 6.77 116.59 -116.59 139.10 -88.25 40.33 39.31 139.10 139.10 40.33 N561.61 138.24 -60.81 60.81 508.37 626.95 896.41 867.47 508.37 508.37 896.41 4柱頂M-24.86

46、 -6.77 -218.41 218.41 -238.37 187.53 -40.33 -39.31 -238.37 -238.37 -40.33 N800.59 207.36 -132.22 132.22 684.93 942.76 1288.16 1251.0684.93 684.93 1288.16 柱底M24.86 6.77 178.70 -178.70 199.65 -148.81 40.33 39.31 199.65 199.65 40.33 N838.61 207.36 -123.22 123.22 727.92 968.20 1339.48 1296.6727.92 727.9

47、2 1339.48 3柱頂M-24.86 -6.77 -262.83 262.83 -281.68 230.84 -40.33 -39.31 -281.68 -281.68 -40.33 N1077.6 276.48 -207.19 207.19 892.24 1296.26 1731.23 1680.2892.24 892.24 1731.23 柱底M25.20 6.80 215.04 -215.04 235.40 -183.92 40.82 39.76 235.40 235.40 40.82 N1115.6276.48 -207.19 207.19 926.45 1330.48 1782.

48、55 1725.8926.45 926.45 1782.55 2柱頂M-24.31 -6.72 -256.95 256.95 -275.43 225.62 -39.54 -38.58 -275.43 -275.43 -39.54 N1354.6345.60 -295.57 295.57 1086.47 1662.83 2174.30 2109.41086.47 1086.47 2174.30 柱底M26.87 7.63 301.64 -301.64 321.72 -266.48 43.90 42.93 321.72 321.72 43.90 N1392.6345.60 -295.57 295.

49、57 1120.69 1697.05 2225.62 2155.01120.69 1120.69 2225.62 1柱頂M-17.10 -5.01 -228.73 228.73 -240.66 205.37 -28.10 -27.53 -240.66 -240.66 -28.10 N1631.6 414.72 -393.38 393.38 1271.51 2038.60 2617.37 2538.51271.51 1271.51 2617.37 柱底M8.55 2.50 424.79 -424.79 422.99 -405.35 14.04 13.76 422.99 422.99 14.04

50、N1669.6 414.72 -393.38 393.38 1305.73 2072.82 2668.69 2584.11305.73 1305.73 2668.69 五、柱端彎矩設計值的調整：1、A柱：第6層，按抗震規范，無需調整。第5層，柱頂軸壓比uN = N/Ac fc=489.24103/14.3/6002=0.080.15，無需調整。柱底軸壓比uN = N/Ac fc=523.45103/14.3/6002=0.0870.15。可知，一、二、三層柱端組合的彎矩設計值應符合下式要求：Mc=cMb注：Mc為節點上下柱端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和，上下柱端的彎矩設計值可按彈

51、性分析分配。Mb為節點左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和。c柱端彎矩增大系數，二級取1.2。橫向框架A柱柱端組合彎矩設計值的調整（相當于本層柱凈高上下端的彎矩設計值）層次654截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底RE（Mc=cMb）143.22 60.09 149.52 91.91 180.79 199.89 REN219.46 366.92 489.24 523.45 777.25 811.47 321柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底199.89 216.62 216.62 240.19 247.36 508.12 1081.13 1115.35 1391.26 1425.48 1712.4

52、0 1746.62 2、B柱：第6層，按抗震規范，無需調整。經計算當軸力N=fc Ac=0.1514.36502/103=902.26 KN 時，方符合調整的條件，可知B柱調整圖如下：橫向框架B柱柱端組合彎矩設計值的調整層次654截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底RE（Mc=cMb）152.8676.44 193.62 139.10 238.37 199.65 REN234.20 268.42 474.15 508.37 684.93 727.92 321柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底281.68 322.41 322.41 351.11 361.58 508 892.24 926.45 1086.47

53、1120.69 1271.51 1305.73 六、柱端剪力組合和設計值的調整：例：第6層：恒載SGk =（M上+M下）/h=（-54.84-36.41）/3.3=-25.35活載SQk =（M上+M下）/h=（-16.43-10.94）/3.3=-7.6地震作用SEk =（M上+M下）/h=（85.00+18.66）/3.3=28.79調整：1.2（143.22+60.09）/3.3=67.77 橫向框架A柱剪力組合與調整（KN）層次SGkSQkSEk1SEk2Re1.2（SGk+0.5SQk）+1.3SEk1.35SGk +1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=Revc（M bc +M

54、 lc）/hn 126-25.35 -7.60 28.79 -28.79 1.84 -54.31 -41.82 -41.06 67.77 5-15.85 -4.76 74.79 -74.79 56.51 -89.33 -26.16 -25.68 80.48 4-17.03 -5.12 70.78 -70.78 51.38 -86.64 -28.11 -27.60 126.89 3-17.12 -5.14 85.17 -85.17 65.32 -100.76 -28.25 -27.74 138.84 2-17.98 -5.43 99.56 -99.56 78.45 -115.70 -29.70

55、-29.18 152.27 1-6.92 -2.10 118.16 -118.16 108.03 -122.38 -11.44 -11.24 192.89 同理： 橫向框架B柱剪力組合與調整（KN）層次SGkSQkSEk1SEk2Re1.2（SGk+0.5SQk）+1.3SEk1.35SGk +1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=Revc（M bc +M lc）/hn 12619.47 5.39 44.87 -44.87 63.70 -23.80 31.67 30.91 76.43 513.19 3.58 80.96 -80.96 92.42 -65.45 21.39 20.84 110

56、.91 413.81 3.76 110.31 -110.31 121.67 -93.43 22.40 21.84 146.01 313.91 3.77 132.74 -132.74 143.64 -115.21 22.55 21.97 201.36 214.22 3.74 155.16 -155.16 165.76 -136.80 22.94 22.30 224.51 15.46 1.60 139.05 -139.05 141.21 -129.94 8.97 8.79 227.32 第六部分：截面設計一、框架梁：以第1層AB跨框架梁的計算為例。1、梁的最不利內力：經以上計算可知，梁的最不利內力

57、如下：跨間： Mmax=281.79 KNm支座A：Mmax=406.29 KNm支座Bl：Mmax=367.14 KNm調整后剪力：V=182.70 KN2、梁正截面受彎承載力計算：抗震設計中，對于樓面現澆的框架結構，梁支座負彎矩按矩形截面計算縱筋數量。跨中正彎矩按T形截面計算縱筋數量，跨中截面的計算彎矩，應取該跨的跨間最大正彎矩或支座彎矩與1/2簡支梁彎矩之中的較大者，依據上述理論，得：（1）、考慮跨間最大彎矩處：按T形截面設計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=6/3=2m=2000mm，梁內縱向鋼筋選 = 2 * ROMAN II級熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm

58、2），h0=h-a=600-35=565mm，因為fcm bf，hf，（ h0- hf，/2）=13.42000120（565-120/2）=1948.90KNm994.06 KNm屬第一類T形截面。下部跨間截面按單筋T形截面計算：s=M/（fcmbf，h02）=281.79106/13.4/2400/5652=0.027=1-（1-2s）1/2=0.027As=fcmbf，h0/fy=0.02713.42400565/310=1582.58 mm2實配鋼筋225、222，As=1742 mm2。=1742/300/565=1.0%min=0.25%，滿足要求。梁端截面受壓區相對高度：=fyA

59、s/（fcmbf，h0）=3101742/13.4/2400/565min=0.3%，又As，/ As =1742/2724=0.640.3滿足梁的抗震構造要求。3、梁斜截面受剪承載力計算：（1）、驗算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=1.88V=182700N 可知，截面符合條件。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋： 0.07fcmbh0=0.0714.3300565 =169669.5N182700N sv= nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%svmin=0.02fcm/fyv=0.0214.3/210=0.14%加密區長度取0.85m，非

60、加密區箍筋取8150。箍筋配置，滿足構造要求。配筋圖如下圖所示：其它梁的配筋計算見下表：層次截面M（KNm）計算As，（mm2）實配As，（mm2）計算As（mm2）實配As（mm2）配箍1支座A406.29 02472.86 425、222(2724)加密區雙肢8100,非加密區雙肢8150Bl367.14 02234.57 425、222(2724)AB跨間281.79 0.10 1582.58 225、222(1742)支座Br226.77 02209.41 525(2454)加密區四肢880非加密區四肢8100BC跨間214.91 0.05 1931.36 425(1964)2支座A3