前言
三年的大学学习生活在紧张的毕业设计之后即将结束,我们即将从学校步入社会，去开创一番事业，三年的学习将成为我日后工作和生活的资本和力量。通过这次毕业设计,把大学期间所学的零散的专业知识系统化，成为一个知识体系，为我以后的工作打下了坚实的基础,是一次不可多得的锻炼机会。
我设计的题目是高层综合办公楼。这次设计的内容包括建筑设计和结构设计两大部分。
在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。
在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。通过这次毕业设计，我对本专业的知识作了一次全面的总结 ，熟悉了AutoCAD绘图，熟练了Word，还学会了以前从未接触过的天正软件。对今后的工作一定会有很大的帮助的。
由于水平有限，设计中难免有错误，望老师批评指正。 这次毕业设计承蒙指导老师的悉心指导和同学们的热心帮助，在此一并表示衷心的感谢！
二零一三年五月二十日
- 1 -
1.1设计题目
吉林市广播电视大学综合办公楼
1.2 设计资料
1.2.1 水文地质资料
抗震设防烈度7度,建筑场地类别二类,基本雪压S0=0.45KN/㎡,基本风压ω0=0.50KN/ ㎡.地区表面为一般粘性土层及砂类土,下部为圆砾卵石层，水质无侵蚀性,承载力情况良好(承载力值待定)。
1.2.2 气象资料
冬季室外平均温度 -22℃ 历史最高温度 36.6℃ 历史最低温度 -40.2℃
全年雨季 6~8月 年平均降雨季 660㎜ 年最大降雨量 952.2㎜/10min
1.3 设计要求
1.3.1 建筑部分: 首层平面图、标准层平面、楼梯剖面及正立面。 1.3.2 结构部分: 1）结构方案与布置 2）框架剪力墙结构协同工作分析
3）结构侧移计算 4）框架剪力墙受力分析和截面计算
1.4设计成果
1.4.1 概况: 建筑设计说明,结构设计说明,结构计算书 1.4.2 设计施工图:
1) 建筑施工图: 首层平面图，标准层平面图 ,正立面图，楼梯剖面图 2)结构施工图: 基础配筋图，板配筋图，一榀框架配筋图
- 2 -
2.1 工程概况
拟建吉林市广播电视大学综合办公楼,建筑面积8090平方米,受场地限制,宽度18.24米,长度55.44米,设计要求高层框架结构。
2.2 具体要求
吉林市广播电视大学综合办公楼：2-4人标准间（26㎡左右）；4-6人带套间办公室（54
㎡左右）；标准层有单人办公室10间；多人办公室2间；会议室1间；会客室1间。
2.3 设计依据
本设计依据各种现行建筑设计规范、结构设计规范，设计说明书，规划位置图要求进行设计。
2.4 设计过程
1）确定结构体系与结构布置 2）根据经验对构件进行初估 3）确定计算模型及计算简图 4）荷载计算 5）内力计算及组合 6）构件及节点设计 7）编写设计任务说明书 8）图纸绘制
3 结构布置及计算简图
- 3 -
根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求[1]，进行了建筑平面、立面及剖面设计，其标准层建筑平面、结构平面和剖面示意图分别见大图，主体结构共9层，底层层高层4.2m,其余各层层高均为3.9m，共35.4m。突出塔楼部分为电梯间，层高3米。
填充墙采用240mm厚的粘土空心砖。门为木门，门洞尺寸有0.9m×2.4m，3.0m×2.4m，1.5 m×2.4 m,1.2×2.4 m。入口处为玻璃转门,门洞尺寸为2.4×2.7 m，弹簧门，门洞尺寸为1.8×2.7 m。窗为铝合金窗，洞口尺寸有2.4 m×2.1m,2.1m×2.1m,1.8 m ×2.1 m,3.0 m×2.1 m。
楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构[2]，楼板厚度取100mm。梁截面高度按梁跨度的1/12～1/8估算，由此估算的梁截面尺寸见表1，表中还给出了各层梁、柱和板的混凝土强度等级。其设计强度C30(fc=14.3 N/ m²,ft=1.43 N/ m²)。
表3-1 梁截面尺寸及各层混凝土强度等级
Form 3-1 The sectional size of a roof beam of the form and grade of intensity of every layer concrete
柱截面尺寸可根据公式（3-1）、（3-2）
N=βFgEn (3-1) AC≥N/[μN]fc (3-2) 估算。由于本框架结构的抗震等级为二级，其轴压比限值[μN]=0.8，各层的重力代表值近似取14 KN/ m²。由结构平面布置图可知边柱及中柱的负荷面积分别为7.8×3.6 m²和7.8×5.1 m²。由公式（3-2）得第一层柱截面面积为
边柱 AC≥1.3×7.2×3.6×14×10³×8/0.8×14.3=357381.82 mm² 中柱 AC≥1.25×7.8×5.1×14×10³×8/0.8×14.3=486818.18 mm² 如取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别为598mm和698mm。
根据上述计算结果并综合考虑其它因素，本设计中柱截面尺寸取值如下：
1～8层 700mm×700mm
基础采用筏型基础，基础埋深2.5米。框架结构计算简图如下图所示。取顶层柱的形心线作为框架柱的轴线；梁轴线取至板底，2—9层为层高，取3.9m，底层柱高度从基础
- 4 -
顶面取至一层板底，即h1=4.2＋0.6＋2.5－1.2－0.1=6m。
4 重力荷载计算
4.1 屋面及楼面的永久荷载标准值[8]
屋面（上人） ：
20厚细石混凝土保护层 18×0.02=0.36 KN/ m² sbs防水层 0.40 KN/ m² 10厚水泥砂浆找平层 10×0.02=0.20 KN/ m² 150厚聚乙烯苯板保温层 5×0.15=0.75 KN/ m² 100厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.50 KN/ m² 合计 4.21 KN/ m²
1～7层楼面：
瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55 KN/ m² 100厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.50 KN/ m²
合计 3.05 KN/ m²
4.2 屋面及楼面可变荷载标准值
上人屋面均布活荷载标准值 2.0 KN/ m² 楼面活荷载标准值 2.0 KN/ m²
屋面雪荷载标准值 sk=μr·s0=1.0×0.35=0.35KN/ m²
式中：μr为屋面积雪分布系数，取μr=1.0。
4.3 梁、柱、墙、窗、门重力荷载计算
梁、柱可根据截面尺寸，材料容重及粉刷等[8]计算出单位长度上的重力荷载[3]；对墙、门、窗等可计算出单位面积上的重力荷载。计算结果见表4-1。
- 5 -
表4-1 梁、柱重力荷载标准值
Form 4-1 Roof beam , post gravity load standard value
注：1）表中β为考虑梁、柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数；g表示
单位长度构件重力荷载；n为构件数量。
2）梁长度取净长；柱长度取层高。
墙体为370mm厚陶粒砌块（8KN/m³），外墙面贴瓷砖（0.5 KN/ m²），内墙面为20mm厚抹灰，则外墙单位墙面重力荷载为
0.5+8×0.37+17×0.02=3.8 KN/ m²
内墙为240mm厚粘土空心砖，两侧均为20mm厚抹灰，则内墙单位墙面重力荷载为 15×0.24+17×0.02×2=4.28 KN/ m²
木门单位面积重力荷载为0.2 KN/ m²；铝合金窗单位面积重力荷载取0.4 KN/ m²铝合金门单位面积重力荷载取0.6KN/㎡。
4.4 重力荷载代表值
集中于各质点的重力荷载Gi，为计算单元范围内各层楼面上的重力荷载代表值及上下各半层的墙、柱等重量。各可变荷载的组合值系数按表4-2的规定采用[3]：无论是否为上人屋面，其屋面上的可变荷载均取雪荷载。
表4-2 可变荷载组合值系数
Form4-2 Load making variably up value coefficient
- 6 -
简单的计算过程如下：
顶层：屋面恒载、50﹪屋面荷载、纵横梁的自重、半层柱的自重、半层墙的自重。其它层：楼面荷载、50﹪ 楼面均布荷载、纵横梁自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙自重。 主体结构总面积 A=16.8×50.4+4.8×7.2×4=846.72+ 69.12=984.96m² 第一层（楼板重+梁柱重+墙体重+门窗重）
G1=7.8×2.4×0.1×14.3×4.9+6×1.8×3.0×0.6+6×1.5×2.1×0.2+1×2.3×2.1×0.5+26×2.7×1.7×0.4+1
4×1.0×2.1×0.2+4×0.9×2×0.2+4.2×[(7.8-0.7)-2.7×1.7×2)]×8×14×0.37+(7.2-0.7)×16×0.24×4.2×8+4×(3.15-0.55×2)×8×4.2×0.24+(2.9-0.35)×14×8×4.2×0.24+(2.9-0.7)×2×8×4.2×0.24=15571 KN 第二层
G2=3.3×995.904+0.5×2.0×995.904+6×1.5×2.1×0.2+1×2.3×2.1×0.5+26×2.7×1.7×0.4+14×1.0×
2.1×0.2+4×0.9×2×0.2+4.2×[(7.8-0.7)-2.7×1.7×2)]×8×14×0.37+(7.2-0.7)×16×0.24×4.2×8+4×(3.15-0.55×2)×8×4.2×0.24+(2.9-0.35)×14×8×4.2×0.24+(2.9-0.7)×2×8×4.2×0.24=14014.47KN
第三～七层算法和第二层类似
第八层（梁柱重/2+墙体/2+门窗重+楼面恒载+楼面活荷载+楼面雪荷载） G8=2720/2+11456/2+84+4.16×995.904+2.8×995.904+0.35×995.904 =13918.058 KN
- 7 -
各层重力荷载代表值如下： 第一层 G1=15571 kN 第二层 G2=14014.7kN 第三～五层 G3= G4 = G5= G2=14014.7KN 第六层～七层 G7= G6=14014.7 kN 第八层 G8=13918.058 kN
计算结果见图4-1。
图4-1 各质点的重力荷载代表值
5 框架侧移刚度计算
5.1 横向框架侧移刚度计算
表5-1 横梁线刚度ib计算表
表5-2 柱线刚度ic计算表
- 8 -
根据梁、柱线刚度比K的不同，结构平面布置图中的柱可分为中框架中柱和边柱、边框架中柱和边柱以及楼、电梯间柱等。现以第2层C-3柱的侧移刚度计算为例，说明计算过程，其余柱 的计算过程从略，计算结果见表5-3。
第2层C-3柱及与其相连的梁的相对线刚度数据均取自表5-1和
图5-1C-3柱与其相连 表5-2。 的梁的相对线刚度
K=
3.2+3.8+4.3+5.3
=1.116
2×1.8191
αc =1.116/ 2+1.116=1.674
由公式5-1
D=αc
12ic
(5-1) 2h
12×7.438×1010
得=137203N/mm
33002
表5-3 框架柱侧移刚度D值（N/mm）
From 5-3 The frame post side of China moves rigidity D value
- 9 -
表5-4 总侧移刚度（N/mm） From 5-4 Total lateral stiffness
1101780÷1234458=0.8925>0.7，即满足竖向规划建筑的要求。
6 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
6.1横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
6.1.1横向自振周期计算
结构顶点的假想位移由公式（6-1）～（6-3）
VGi=∑Gk (6-1) (△μ)i= VGi/∑Dij (6-2) μT=∑(△μ)k (6-3)
- 10 -
计算。计算过程见表6-1。
表6-1 结构顶点的假想位移计算
From 6-1The imagination displacement of the summit pinnacle of the structure is calculated
按公式（6-4）
T1=1.7YT(μT)1/2 (6-4) 计算基本周期T1,其中μT的量钢为m，取YT=0.7，则 T1=1.7×0.7×(0.3048)1/2=0.66s
6.1.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算
本例中，结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法[1]计算水平地震作用。结构总水平地震作用标准值计算如下：
Geq=0.85∑Gi=0.85(14793.399+13402.197×4+13214.529×3+ 10359.962) =0.85×118405.736=100644.88 KN
a1=(Tg/T1)0.9 amax=(0.30/0.79)0.9×0.08=0.033 FEK= a1 Geq=0.033×100644.88=3368.42 KN
因1.4Tg=1.4×0.30=0.42s
dn=0.08×0.79+0.07=0.133 △F=0.133×3368.42=448.56 KN 各质点的水平地震作用按公式（6-5）
- 11 -
Fi=(1－dn) FEK GiHi/∑GiHi (6-5) 计算。将上述dn和FEK代入可得： Fi=2920.42 GiHi/∑GiHi
具体计算过程见表6-2。各楼层地震剪力按公式（6-6）
Vi=∑Fk (6-6) 计算，结果列入表6-2。
表6-2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
From 6-2Cut the strength reckoner in every particle horizontal horizontal earthquake function and floor
earthquake
6.1.3 水平地震作用下的位移验算
水平地震作用下框架结构的层间位移△μi和顶点位移μi[1]分别按公式（6-7）和公式（6-8）
(△μ)i= VGi/∑Dij (6-7) μ=∑(△μ)k (6-8)
计算。计算过程见表6-3。表中还计算了各层的层间弹性位移角Qe=△μi/hi。
- 12 -
表6-3 横向水平地震作用下的位移验算
由表6-3可见，最大层间弹性位移角发生在第3层，其值为1/2115〈1/550，满足要求，其中限值[△μ/h]=1/550。
6.1.4 水平地震作用下框架内力计算
以结构平面布置图中3轴线横向框架内力计算为例，说明计算方法，其余框架内力计算从略。
框架柱端剪力及弯矩分别按公式（6-9）和公式（6-10）
Vij=ViDij/∑Dij （6-9） Mijb=Vij·yh （6-10） Miju= Vij·(1-y)h （6-11） 计算，其中Dij和∑Dij取自表5-3，层间剪力[7]取自表6-2。各柱反弯点高度比y[7]按公式（6-12）
y=yn+y1+y2+y3 （6-12） 确定。本例中底层柱需考虑修正值y2，第2层柱需考虑修正值y1和y3，其余柱均无修正。具体计算过程及结果见表6-4。
- 13 -
表6-4 各层柱端弯矩及剪力计算
中 柱
Di1 Vi1 K y Mt1b Mt1u 注：表中M量纲为KN·m，V量纲为KN。
梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按公式（6-13）～（6-16）
Mbl=ibl(M－1,jb+Miju)/(ibl+ibr ) (6-13)
Mbr=ibr(Mi－1,jb+Miju)/(ibl+ibr ) (6-14)
Vb=(Mbl+Mbr)/l (6-15) Ni=∑(Vbl-Vbr)k (6-16) 计算。其中梁线刚度取自表5-1，具体计算过程见表6-5。
表6-5 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算
- 14 -
注：1）柱轴力的负号表示拉力，当为左地震作用时，左侧两根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。
2）表中M单位为KN·m ，V单位为KN·m ，l单位为m。
水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图如图6-1，图6-2所示。
- 15 -
图6-1地震作用下框架弯矩图
- 16 -
b
图6-2地震作用下梁端剪力及轴力图
- 17 -
7 竖向荷载作用下框架结构的内力计算
7.1 横向框架内力计算
7.1.1 计算单元
取④轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.2m，由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如下图中的阴影线所示，计算单元范围内的其余楼面则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架[9]，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心
线与柱的中心线不重合，因此在框架节点上还有集中力矩。
图7-1横向框架计算单元
7.1.2 荷载计算 7.1.2.1 恒载计算
q1、q1´代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第8层 q1=4.95KN/m ,q1´=3.09KN/m
q2和q2´分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载[3]，由图7-2所示几何关系可以得出
q2=4.96×3.6=17.856KN/m ,q2´=4.96×2.4=11.904KN/m
P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等重力荷载，计算如下：
- 18 -
p1p2p2p1
M1
图7-2各层梁上作用的恒载
对于第8层
P1=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4]×4.96+6.431×7.2/2
+6.431×7.2/2+5.06×1.05×7.2= 163.12KN
P2=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4×4.96+(2.4×1.2)/2×4.96
+6.431×7.2×1/2+6.431×7.2/2+1.2×3.675/2=117.11 KN
集中力矩
M1 = P1e1 =163.12×(0.7-0.35)/2=28.55 KN.m
M2 = P2e2 =123.72×(0.7-0.35)/2=21.65 KN.m
对1～7层，q1包括梁自重和其上横梁自重，为均匀荷载。其它荷载计算方法同第9层，结果为
q1=4.95=4.95 KN/m q1´=3.09 KN/m q2=3.3×3.6=11.88 KN/m q2´=3.3×2.4=7.92 KN/m P1=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4]×4.96+6.431×7.2/2+6.431×7.2/2
+0.24×3.3×15×(3.6+3.6)= 210.41KN
P2=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4×4.96+(2.4×1.2)/2×4.96
+6.431×7.2×1/2+6.431×7.2/2+1.2×3.675/2 +0.24×3.3×15×(3.6+3.6)= 219.75 KN
集中力矩
- 19 -
M1 = P1e1 =210.41×(0.7-0.35)/2=36.82 KN.m M2 = P2e2 =219.75×(0.7-0.35)/2=38.46 KN.m
7.1.2.2 活荷载计算
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
p1p2p2p1
M1
C
图7-3各层梁上作用的活载
对于第8层
q2=3.6×2.0=7.2 KN/m q2´=2.4×2.0=4.8 KN/m P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0=25.92 KN
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0+(1.2×2.4)/2×2.0=28.80 KN
M1 = P1e1 =25.92×(0.7-0.35)/2=4.54 KN.m M2 = P2e2 =28.80×(0.7-0.35)/2=5.04 KN.m
同理，在屋面雪荷载作用下
q2=3.6×0.4=1.44 KN/m q2´=2.4×0.4=0.96KN/m P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2)×3.6/4)×0.4=5.184KN M1 =5.184×(0.7-0.35)=1.814 KN.m
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2)×3.6/4)×0.4+(1.2×2.4)/2×0.4=5.760KN M2 =5.760×(0.7-0.35)=2.016KN.m 对1～7层
- 20 -
q2=3.6×2.0=7.2 KN/m q2´=2.4×2.0=4.8 KN/m
P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0=25.92 KN
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0+(1.2×2.4)/2×2.0=28.80 KN
M1 = P1e1 =25.92×(0.7-0.35)/2=4.54 KN.m M2 = P2e2 =28.80×(0.7-0.35)/2=5.04 KN.m
将上述计算结果汇总，见表7-1和表7-2。
表7-1横向框架恒载汇总表
表7-2 横向框架活载汇总表
注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。
7.1.2.3 内力计算
梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程和弯矩图如下所示。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起来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到。计算柱底轴力还需要考虑柱的自重，如表7-3和表7-4所示。
- 21 -
图7-4 恒载作用下横向框架弯矩的二次分配
- 22 -
图7-5活载作用下横向框架弯矩的二次分配
- 23 -
图7-6恒载作用下竖向荷载作用的框架弯矩图
(a)
- 24 -
图7-7活载作用下竖向荷载作用的框架弯矩图
- 25 -
表7-3 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
From 7-3Roof beam end cut the strength and strength of axis of a cylinder under the function permanent year
表7-4活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
From 7-4Roof beam end cut the strength and strength of axis of a cylinder under the function living year
- 26 -
7.2 横向框架内力组合
7.2.1 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，由查表可知，本工程的框架为二级抗震等级。
7.2.2 框架梁内力组合
本例考虑了四种内力组合[2]，即1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk ,1.35SGk+SQk , 1.2SGk+1.26(SQk+ SWk)和1.2SGk+1.4SQk 。此外，对于本工程，1.2SGk+1.4SQk这种内力组合与考虑地震作用的组合相比一般比较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层梁的内力组合结果见表28，表中SGk 、SQk两列中的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）。
表7-5 框架梁内力组合表
From 7-5The frame sets a roof beam in place the internal force makes forms up
- 27 -
- 28 -
下面以第一层BC跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合方法。对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算，求跨间最大正弯矩时，可根据梁端弯矩组合及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。由图可得
VB=－(MB+MC)/l+1/2q1l+(1－a)q2l/2
若VB－1/2(2q1+q2)al≤0 ,说明x≤al ,其中x为最大正弯矩截面至B支座的距离，则x可由下式求解：
VB－q1x－0.5q2x2/al=0
将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩 Mmax=MB+VBx－q1x2/2－q2x3/6al 若VB－1/2(2q1+q2)al≥0 ,说明x≥al，则 x= (VB+q2al/2)/ (q1+q2)
Mmax=MB+VBx－(q1+q2)x2/2+q2al(x－al/3)/2 若VB≤0,则
Mmax=MB
同理，可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的VB、x和Mmax的计算公式
VB=－(MB+MC)/l+1/2q1l+(1－a)q2l/4 x由下式解得
q1x+ q2x2/l=VB
Mmax=MB+VBx－q1x2/2－q2x3/3al
- 29 -
7.2.3 框架柱内力组合
取每层柱顶和柱底两个控制截面按相应的方法进行组合，组合结果及柱端弯矩设计值的调整见表7-6到表7-11。
表7-6横向框架B柱弯矩和轴力组合
From 7-6The curved square of horizontal frame A post and axle strength association
- 30 -
- 31 -
- 32 -
表7-7横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整
From 7-7The adjust of the transverse direction frame B post styletable combination bending moment design
value
表7-11 横向框架B柱剪力组合
表7-11 横向框架B柱剪力组合
From 7-8Transverse direction frame B post shearing force combination
- 33 -
8 截面设计
8.1 框架梁
8.1.1 梁的正截面受弯承载力计算
以第1层AB跨框架梁的计算为例。 1、梁的最不利内力：
经以上计算可知，梁的最不利内力如下： 跨间： Mmax=281.79 KN·m 支座A：Mmax=406.29 KN·m 支座Bl：Mmax=367.14 KN·m 调整后剪力：V=182.70 KN 2、梁正截面受弯承载力计算：
抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得： （1）、考虑跨间最大弯矩处：
按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=l/3=7.8/3=2.6m
=2600mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=700-35=665mm，因为
fcm bfhf（ h0- hf/2）
=13.4×2600×100×（665-100/2） =2142.66KN·m>994.06 KN·m
属第一类T形截面。
下部跨间截面按单筋T形截面计算：
αs=M/（fcmbf，h02）=281.79×106/13.4/2600/6652=0.018
，
，
，
- 34 -
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.018
As=ξfcmbf，h0/fy=0.018×13.4×2600×665/310=1379.65 mm2 实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742 mm2。 ρ=1742/300/665=0.8%>ρ
min
=0.25%，满足要求。
梁端截面受压区相对高度：
ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2600/665
将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742 mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即
支座A上部， α
s
=[M- fy, As
，
(h0-a,)]/（fcmbf
，
h02）=[406.29×106-310×1742×
(665-35) ]/13.4/300/6652=0.372 ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224
可近似取, As=M/fy/(h0-a,)=406.29×106/310/（665-35）=2080.337mm2 实配钢筋4Ф25、2Ф22，As=2724 mm2
支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=367.14×106/310/（665-35）=1879.88 mm2 实配钢筋4Ф25、2Ф22，As=2724 mm2。 ρ=2724/300/665=1.3%>ρ造要求。
3、梁斜截面受剪承载力计算： （1）、验算截面尺寸： hw=h0=665mm
hw/b=665/300=2.22
0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×665=713212.5N>V=182700N 可知，截面符合条件。 （2）、验算是否需要计算配置箍筋：
0.07fcmbh0=0.07×14.3×300×665=199699.5N>V=182700N 可知，需按构造配箍。
（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：
梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则
min
=0.3%，又As，/ As =1742/2724=0.64>0.3，满足梁的抗震构
- 35 -
0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×14.3×300×665+1.5×210×2×50.3×665/100=348712.4N>182700N
ρsv= nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρ
svmin
=0.02fcm/fyv=0.02×14.3/210=0.14%
加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。 配筋图如下图所示：
梁的配筋计算见8-1表：
From 8-1frame girder longitudinal reinforcement calculator
- 36 -
- 37 -
- 38 -
8.2 框架柱
8.2.1柱截面尺寸验算：
根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。
表8-3 柱的剪跨比和轴压比验算
From 8-3both that of post shear span ratio and axle load ratio proven
- 39 -
例：第1层A柱： 柱截面宽度：b=700 mm
柱截面有效高度：h0=600-40=560 mm 混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3 N/mm2 柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。 Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）
柱端剪力计算值：Vc =192.89/0.75=257.19 KN
柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83 KN 剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103/257.19/560=4.70>2 轴压比：N/fcmbh0=2328.83*103/14.3/600/560=0.485
8.2.2 柱正截面承载力计算：
先以第1层A柱为例，
（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12 KN·m，N=1746.62 KN 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N =508.12×106/(1746.62×103)=290.92 mm
附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即600/30=20mm，故取ea=20 mm。
- 40 -
柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱， l0=1.0H=4.2m
初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+20=310.92 mm
因为长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。 ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（1746.62×103）=1.5>1.0 取ξ1=1.0
又l0/h
得η=1+ l20ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/310.92=1.018 轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离 e=ηei+h/2-as
=1.018×310.92+600/2-40 =576.52 mm 对称配筋：
ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/600/560=0.264
=[1746.62×103×576.52-0.264×(1-0.5×0.264) ×14.3×5602]/310/(560-40)=668.41(mm2)
(2)、最不利组合二：Nmax=2198.06KN， M=-17.93KN·m
此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×106/(2198.06×103)=8.16mm 初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+20=28.16mm
长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。
ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（2198.06×103）=1.594>1.0取ξ1=1.0 又l0/h
得η=1+ l20ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/31.49=1.674
ηei=1.674×28.16=52.71mm
ξ=（N-ξ,bfcmbh0）/[ (Ne-0.45fcmbh20)/(0.8-ξb)/(h0-as) +fcmbh0 ]+ξb 按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh20.
600×- 41 -
因为N=2198.06KN
smin
min
=0.8%，单侧配筋率ρ
smin
≥0.2%，故
bh=0.2%×700×700=980mm2
选4Ф20，As,=As=1256mm2
总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8%
8.2.3 柱斜截面受剪承载力计算 ：
以第1层A柱为例，
查表可知：框架柱的剪力设计值V c=192.89KN 剪跨比λ=3.99>3，取λ=3 轴压比n=0.353
考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值
N=1746.62KN
故取N=1746.62KN 1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N
=1.05×1.5×600×560/(3+1)+0.056×1746.62×103 =279723.22N>192890N 故该层柱应按构造配置箍筋。
柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρ
vmin
=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%
柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×550×8/100/550/550
=1.0%>0.6%,符合构造要求。
注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。 Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。 s为箍筋间距。
非加密区还应满足s
表8-4 其它各层柱的配筋计算见下表： From 8-4frame tying tendon schedule of quantities
- 42 -
- 43 -
- 44 -
- 45 -
9楼板设计
9.1 楼板类型及设计方法的选择：
对于楼板，根据塑性理论，l02/l01
9. 2设计参数：
1、双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：
- 46 -
9. 2.1 室内计算： 9. 2.1.1基本资料：
永久荷载标准值：g ＝ 6.73 kN/M2 可变荷载标准值：q ＝ 2.00 kN/M2
计算跨度 Lx = 3900 mm ；计算跨度 Ly = 7800 mm
板厚 H = 100 mm； 砼强度等级：C20；钢筋强度等级：HPB235 计算方法：弹性算法。 泊松比：μ＝1/5. 考虑活荷载不利组合。
9. 2.1.2计算结果：
Mx =(0.03875+0.00530/5)*(1.35* 6.7+0.98* 1.0)* 3.9^2 = 6.09kN·M 考虑活载不利布置跨中X向应增加的弯矩：
Mxa =(0.09042+0.02040/5)*(1.4* 1.0)* 3.9^2 = 1.41kN·M Mx= 6.09 + 1.41 = 7.50kN·M
Asx= 494.97mm2，实配φ 8@100 (As ＝ 503.mm2) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.503%
My =(0.00530+0.03875/5)*(1.35* 6.7+0.98* 1.0)* 3.9^2= 2.00kN·M 考虑活载不利布置跨中Y向应增加的弯矩：
Mya =(0.02040+0.09042/5)*(1.4* 1.0)* 3.9^2 = 0.57kN·M My= 2.00 + 0.57 = 2.57kN·M
Asy= 235.99mm2，实配φ 8@200 (As ＝ 251.mm2) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.251%
Mx' =0.08165*(1.35* 6.7+0.98* 2.0)* 3.9^2 = 13.72kN·M
Asx'= 937.16mm2，实配φ16@200 (As ＝1005.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 1.005%
My' =0.05708*(1.35* 6.7+0.98* 2.0)* 3.9^2 = 9.59kN·M
- 47 -
Asy'= 737.87mm2，实配φ12@180 (As ＝ 628.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.628%
9. 2.1.3跨中挠度验算：
Mk -------- 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值 Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值 (1)、挠度和裂缝验算参数：
Mk =(0.00530+0.03875/5)*(1.0* 6.7+1.0* 2.0 )* 3.9^2 = 1.73kN·M Mq =(0.00530+0.03875/5)*(1.0* 6.7+0.5* 2.0 )* 3.9^2 = 1.53kN·M Es ＝ 210000.N/mm2 Ec ＝ 25413.N/mm2 Ftk ＝ 1.54N/mm2 Fy ＝ 210.N/mm2
(2)、在荷载效应的标准组合作用下，受弯构件的短期刚度 Bs：
①、裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 1.73/(0.87* 81.* 251.) = 97.84N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 251./ 50000.=0.00503
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/(0.00503* 97.84) = -0.938 当 ψ＜0.2 时，取ψ ＝ 0.2
②、钢筋弹性模量与混凝土模量的比值 αE： αE ＝Es / Ec ＝210000.0/ 25413.0 = 8.264 ③、受压翼缘面积与腹板有效面积的比值 γf'： 矩形截面，γf' ＝ 0
④、纵向受拉钢筋配筋率 ρ ＝ As / b / ho ＝ 251./1000/ 81.=0.00310 ⑤、钢筋混凝土受弯构件的 Bs 按公式（混凝土规范式 8.2.3－1）计算: Bs=Es*As*ho^2/[1.15ψ+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')]
Bs＝ 210000.* 251.* 81.^2/[1.15*0.200+0.2+6*8.264*0.00310/(1+3.5*0.00)]= 593.11kN·M
(3)、考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数 θ： 按混凝土规范第 8.2.5 条，当ρ' ＝ 0时，θ ＝ 2.0 (4)、受弯构件的长期刚度 B，可按下列公式计算：
B ＝ Mk / [Mq * (θ - 1) + Mk] * Bs （混凝土规范式 8.2.2） B＝ 1.73/[ 1.53*(2-1)+ 1.73]* 593.11 = 314.572kN·M (5)、挠度 f ＝ κ * Qk * L ^ 4 / B
f ＝0.00247* 8.7* 3.9^4/ 314.572= 15.869mm
f / L ＝ 15.869/3900.= 1/ 246.，满足规范要求！
9. 2.1.4、裂缝宽度验算：
①、X方向板带跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2）
- 48 -
σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 5.29*10^6/(0.87* 81.* 503.) = 149.23N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 503./ 50000.= 0.010
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 149.23) = 0.432
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.432*149.2/210000.*(1.9*20.+0.08*11.43/0.01005) = 0.083，满足规范要求！
②、Y方向板带跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 1.73*10^6/(0.87* 73.* 251.) = 108.56N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 251./ 50000.= 0.005
当 ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 108.56) = 0.177 当 ψ＜0.2 时，取ψ ＝ 0.2
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.200*108.6/210000.*(1.9*20.+0.08*11.43/0.01000) = 0.028，满足规范要求！
③、左端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 10.84*10^6/(0.87* 77.*1005.) = 160.99N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝1005./ 50000.= 0.020
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.02* 160.99) = 0.790
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.790*161.0/210000.*(1.9*20.+0.08*22.86/0.02011) = 0.164，满足规范要求！
④、下端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 7.58*10^6/(0.87* 79.* 628.) = 175.52N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2
- 49 -
ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 628./ 50000.= 0.013
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 175.52) = 0.646
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.646*175.5/210000.*(1.9*20.+0.08*17.14/0.01257) = 0.167，满足规范要求！
⑤、右端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 10.84*10^6/(0.87* 77.*1005.) = 160.99N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝1005./ 50000.= 0.020
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.02* 160.99) = 0.790
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.790*161.0/210000.*(1.9*20.+0.08*22.86/0.02011) = 0.164，满足规范要求！
⑥、上端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 7.58*10^6/(0.87* 79.* 628.) = 175.52N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 628./ 50000.= 0.013
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 175.52) = 0.646
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.646*175.5/210000.*(1.9*20.+0.08*17.14/0.01257) = 0.167，满足规范要求！
10基础设计
10.1外柱独立基础的计算：
10.1.1初步确定基底尺寸：
当计算地基承载力时，取用荷载效应的设计值 MK=384.01KN.M NK=1049.34KN V K=192.89KN 地基承载力特征值 fa=230KN/M2
由于冻土深度为1.65米，所以将基础埋深初步定为2米，基础高度为1.2米，基础与土
- 50 -
前言
三年的大学学习生活在紧张的毕业设计之后即将结束,我们即将从学校步入社会，去开创一番事业，三年的学习将成为我日后工作和生活的资本和力量。通过这次毕业设计,把大学期间所学的零散的专业知识系统化，成为一个知识体系，为我以后的工作打下了坚实的基础,是一次不可多得的锻炼机会。
我设计的题目是高层综合办公楼。这次设计的内容包括建筑设计和结构设计两大部分。
在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。
在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。通过这次毕业设计，我对本专业的知识作了一次全面的总结 ，熟悉了AutoCAD绘图，熟练了Word，还学会了以前从未接触过的天正软件。对今后的工作一定会有很大的帮助的。
由于水平有限，设计中难免有错误，望老师批评指正。 这次毕业设计承蒙指导老师的悉心指导和同学们的热心帮助，在此一并表示衷心的感谢！
二零一三年五月二十日
- 1 -
1.1设计题目
吉林市广播电视大学综合办公楼
1.2 设计资料
1.2.1 水文地质资料
抗震设防烈度7度,建筑场地类别二类,基本雪压S0=0.45KN/㎡,基本风压ω0=0.50KN/ ㎡.地区表面为一般粘性土层及砂类土,下部为圆砾卵石层，水质无侵蚀性,承载力情况良好(承载力值待定)。
1.2.2 气象资料
冬季室外平均温度 -22℃ 历史最高温度 36.6℃ 历史最低温度 -40.2℃
全年雨季 6~8月 年平均降雨季 660㎜ 年最大降雨量 952.2㎜/10min
1.3 设计要求
1.3.1 建筑部分: 首层平面图、标准层平面、楼梯剖面及正立面。 1.3.2 结构部分: 1）结构方案与布置 2）框架剪力墙结构协同工作分析
3）结构侧移计算 4）框架剪力墙受力分析和截面计算
1.4设计成果
1.4.1 概况: 建筑设计说明,结构设计说明,结构计算书 1.4.2 设计施工图:
1) 建筑施工图: 首层平面图，标准层平面图 ,正立面图，楼梯剖面图 2)结构施工图: 基础配筋图，板配筋图，一榀框架配筋图
- 2 -
2.1 工程概况
拟建吉林市广播电视大学综合办公楼,建筑面积8090平方米,受场地限制,宽度18.24米,长度55.44米,设计要求高层框架结构。
2.2 具体要求
吉林市广播电视大学综合办公楼：2-4人标准间（26㎡左右）；4-6人带套间办公室（54
㎡左右）；标准层有单人办公室10间；多人办公室2间；会议室1间；会客室1间。
2.3 设计依据
本设计依据各种现行建筑设计规范、结构设计规范，设计说明书，规划位置图要求进行设计。
2.4 设计过程
1）确定结构体系与结构布置 2）根据经验对构件进行初估 3）确定计算模型及计算简图 4）荷载计算 5）内力计算及组合 6）构件及节点设计 7）编写设计任务说明书 8）图纸绘制
3 结构布置及计算简图
- 3 -
根据该房屋的使用功能及建筑设计的要求[1]，进行了建筑平面、立面及剖面设计，其标准层建筑平面、结构平面和剖面示意图分别见大图，主体结构共9层，底层层高层4.2m,其余各层层高均为3.9m，共35.4m。突出塔楼部分为电梯间，层高3米。
填充墙采用240mm厚的粘土空心砖。门为木门，门洞尺寸有0.9m×2.4m，3.0m×2.4m，1.5 m×2.4 m,1.2×2.4 m。入口处为玻璃转门,门洞尺寸为2.4×2.7 m，弹簧门，门洞尺寸为1.8×2.7 m。窗为铝合金窗，洞口尺寸有2.4 m×2.1m,2.1m×2.1m,1.8 m ×2.1 m,3.0 m×2.1 m。
楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构[2]，楼板厚度取100mm。梁截面高度按梁跨度的1/12～1/8估算，由此估算的梁截面尺寸见表1，表中还给出了各层梁、柱和板的混凝土强度等级。其设计强度C30(fc=14.3 N/ m²,ft=1.43 N/ m²)。
表3-1 梁截面尺寸及各层混凝土强度等级
Form 3-1 The sectional size of a roof beam of the form and grade of intensity of every layer concrete
柱截面尺寸可根据公式（3-1）、（3-2）
N=βFgEn (3-1) AC≥N/[μN]fc (3-2) 估算。由于本框架结构的抗震等级为二级，其轴压比限值[μN]=0.8，各层的重力代表值近似取14 KN/ m²。由结构平面布置图可知边柱及中柱的负荷面积分别为7.8×3.6 m²和7.8×5.1 m²。由公式（3-2）得第一层柱截面面积为
边柱 AC≥1.3×7.2×3.6×14×10³×8/0.8×14.3=357381.82 mm² 中柱 AC≥1.25×7.8×5.1×14×10³×8/0.8×14.3=486818.18 mm² 如取柱截面为正方形，则边柱和中柱截面高度分别为598mm和698mm。
根据上述计算结果并综合考虑其它因素，本设计中柱截面尺寸取值如下：
1～8层 700mm×700mm
基础采用筏型基础，基础埋深2.5米。框架结构计算简图如下图所示。取顶层柱的形心线作为框架柱的轴线；梁轴线取至板底，2—9层为层高，取3.9m，底层柱高度从基础
- 4 -
顶面取至一层板底，即h1=4.2＋0.6＋2.5－1.2－0.1=6m。
4 重力荷载计算
4.1 屋面及楼面的永久荷载标准值[8]
屋面（上人） ：
20厚细石混凝土保护层 18×0.02=0.36 KN/ m² sbs防水层 0.40 KN/ m² 10厚水泥砂浆找平层 10×0.02=0.20 KN/ m² 150厚聚乙烯苯板保温层 5×0.15=0.75 KN/ m² 100厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.50 KN/ m² 合计 4.21 KN/ m²
1～7层楼面：
瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55 KN/ m² 100厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.50 KN/ m²
合计 3.05 KN/ m²
4.2 屋面及楼面可变荷载标准值
上人屋面均布活荷载标准值 2.0 KN/ m² 楼面活荷载标准值 2.0 KN/ m²
屋面雪荷载标准值 sk=μr·s0=1.0×0.35=0.35KN/ m²
式中：μr为屋面积雪分布系数，取μr=1.0。
4.3 梁、柱、墙、窗、门重力荷载计算
梁、柱可根据截面尺寸，材料容重及粉刷等[8]计算出单位长度上的重力荷载[3]；对墙、门、窗等可计算出单位面积上的重力荷载。计算结果见表4-1。
- 5 -
表4-1 梁、柱重力荷载标准值
Form 4-1 Roof beam , post gravity load standard value
注：1）表中β为考虑梁、柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数；g表示
单位长度构件重力荷载；n为构件数量。
2）梁长度取净长；柱长度取层高。
墙体为370mm厚陶粒砌块（8KN/m³），外墙面贴瓷砖（0.5 KN/ m²），内墙面为20mm厚抹灰，则外墙单位墙面重力荷载为
0.5+8×0.37+17×0.02=3.8 KN/ m²
内墙为240mm厚粘土空心砖，两侧均为20mm厚抹灰，则内墙单位墙面重力荷载为 15×0.24+17×0.02×2=4.28 KN/ m²
木门单位面积重力荷载为0.2 KN/ m²；铝合金窗单位面积重力荷载取0.4 KN/ m²铝合金门单位面积重力荷载取0.6KN/㎡。
4.4 重力荷载代表值
集中于各质点的重力荷载Gi，为计算单元范围内各层楼面上的重力荷载代表值及上下各半层的墙、柱等重量。各可变荷载的组合值系数按表4-2的规定采用[3]：无论是否为上人屋面，其屋面上的可变荷载均取雪荷载。
表4-2 可变荷载组合值系数
Form4-2 Load making variably up value coefficient
- 6 -
简单的计算过程如下：
顶层：屋面恒载、50﹪屋面荷载、纵横梁的自重、半层柱的自重、半层墙的自重。其它层：楼面荷载、50﹪ 楼面均布荷载、纵横梁自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙自重。 主体结构总面积 A=16.8×50.4+4.8×7.2×4=846.72+ 69.12=984.96m² 第一层（楼板重+梁柱重+墙体重+门窗重）
G1=7.8×2.4×0.1×14.3×4.9+6×1.8×3.0×0.6+6×1.5×2.1×0.2+1×2.3×2.1×0.5+26×2.7×1.7×0.4+1
4×1.0×2.1×0.2+4×0.9×2×0.2+4.2×[(7.8-0.7)-2.7×1.7×2)]×8×14×0.37+(7.2-0.7)×16×0.24×4.2×8+4×(3.15-0.55×2)×8×4.2×0.24+(2.9-0.35)×14×8×4.2×0.24+(2.9-0.7)×2×8×4.2×0.24=15571 KN 第二层
G2=3.3×995.904+0.5×2.0×995.904+6×1.5×2.1×0.2+1×2.3×2.1×0.5+26×2.7×1.7×0.4+14×1.0×
2.1×0.2+4×0.9×2×0.2+4.2×[(7.8-0.7)-2.7×1.7×2)]×8×14×0.37+(7.2-0.7)×16×0.24×4.2×8+4×(3.15-0.55×2)×8×4.2×0.24+(2.9-0.35)×14×8×4.2×0.24+(2.9-0.7)×2×8×4.2×0.24=14014.47KN
第三～七层算法和第二层类似
第八层（梁柱重/2+墙体/2+门窗重+楼面恒载+楼面活荷载+楼面雪荷载） G8=2720/2+11456/2+84+4.16×995.904+2.8×995.904+0.35×995.904 =13918.058 KN
- 7 -
各层重力荷载代表值如下： 第一层 G1=15571 kN 第二层 G2=14014.7kN 第三～五层 G3= G4 = G5= G2=14014.7KN 第六层～七层 G7= G6=14014.7 kN 第八层 G8=13918.058 kN
计算结果见图4-1。
图4-1 各质点的重力荷载代表值
5 框架侧移刚度计算
5.1 横向框架侧移刚度计算
表5-1 横梁线刚度ib计算表
表5-2 柱线刚度ic计算表
- 8 -
根据梁、柱线刚度比K的不同，结构平面布置图中的柱可分为中框架中柱和边柱、边框架中柱和边柱以及楼、电梯间柱等。现以第2层C-3柱的侧移刚度计算为例，说明计算过程，其余柱 的计算过程从略，计算结果见表5-3。
第2层C-3柱及与其相连的梁的相对线刚度数据均取自表5-1和
图5-1C-3柱与其相连 表5-2。 的梁的相对线刚度
K=
3.2+3.8+4.3+5.3
=1.116
2×1.8191
αc =1.116/ 2+1.116=1.674
由公式5-1
D=αc
12ic
(5-1) 2h
12×7.438×1010
得=137203N/mm
33002
表5-3 框架柱侧移刚度D值（N/mm）
From 5-3 The frame post side of China moves rigidity D value
- 9 -
表5-4 总侧移刚度（N/mm） From 5-4 Total lateral stiffness
1101780÷1234458=0.8925>0.7，即满足竖向规划建筑的要求。
6 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
6.1横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
6.1.1横向自振周期计算
结构顶点的假想位移由公式（6-1）～（6-3）
VGi=∑Gk (6-1) (△μ)i= VGi/∑Dij (6-2) μT=∑(△μ)k (6-3)
- 10 -
计算。计算过程见表6-1。
表6-1 结构顶点的假想位移计算
From 6-1The imagination displacement of the summit pinnacle of the structure is calculated
按公式（6-4）
T1=1.7YT(μT)1/2 (6-4) 计算基本周期T1,其中μT的量钢为m，取YT=0.7，则 T1=1.7×0.7×(0.3048)1/2=0.66s
6.1.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算
本例中，结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法[1]计算水平地震作用。结构总水平地震作用标准值计算如下：
Geq=0.85∑Gi=0.85(14793.399+13402.197×4+13214.529×3+ 10359.962) =0.85×118405.736=100644.88 KN
a1=(Tg/T1)0.9 amax=(0.30/0.79)0.9×0.08=0.033 FEK= a1 Geq=0.033×100644.88=3368.42 KN
因1.4Tg=1.4×0.30=0.42s
dn=0.08×0.79+0.07=0.133 △F=0.133×3368.42=448.56 KN 各质点的水平地震作用按公式（6-5）
- 11 -
Fi=(1－dn) FEK GiHi/∑GiHi (6-5) 计算。将上述dn和FEK代入可得： Fi=2920.42 GiHi/∑GiHi
具体计算过程见表6-2。各楼层地震剪力按公式（6-6）
Vi=∑Fk (6-6) 计算，结果列入表6-2。
表6-2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
From 6-2Cut the strength reckoner in every particle horizontal horizontal earthquake function and floor
earthquake
6.1.3 水平地震作用下的位移验算
水平地震作用下框架结构的层间位移△μi和顶点位移μi[1]分别按公式（6-7）和公式（6-8）
(△μ)i= VGi/∑Dij (6-7) μ=∑(△μ)k (6-8)
计算。计算过程见表6-3。表中还计算了各层的层间弹性位移角Qe=△μi/hi。
- 12 -
表6-3 横向水平地震作用下的位移验算
由表6-3可见，最大层间弹性位移角发生在第3层，其值为1/2115〈1/550，满足要求，其中限值[△μ/h]=1/550。
6.1.4 水平地震作用下框架内力计算
以结构平面布置图中3轴线横向框架内力计算为例，说明计算方法，其余框架内力计算从略。
框架柱端剪力及弯矩分别按公式（6-9）和公式（6-10）
Vij=ViDij/∑Dij （6-9） Mijb=Vij·yh （6-10） Miju= Vij·(1-y)h （6-11） 计算，其中Dij和∑Dij取自表5-3，层间剪力[7]取自表6-2。各柱反弯点高度比y[7]按公式（6-12）
y=yn+y1+y2+y3 （6-12） 确定。本例中底层柱需考虑修正值y2，第2层柱需考虑修正值y1和y3，其余柱均无修正。具体计算过程及结果见表6-4。
- 13 -
表6-4 各层柱端弯矩及剪力计算
中 柱
Di1 Vi1 K y Mt1b Mt1u 注：表中M量纲为KN·m，V量纲为KN。
梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按公式（6-13）～（6-16）
Mbl=ibl(M－1,jb+Miju)/(ibl+ibr ) (6-13)
Mbr=ibr(Mi－1,jb+Miju)/(ibl+ibr ) (6-14)
Vb=(Mbl+Mbr)/l (6-15) Ni=∑(Vbl-Vbr)k (6-16) 计算。其中梁线刚度取自表5-1，具体计算过程见表6-5。
表6-5 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算
- 14 -
注：1）柱轴力的负号表示拉力，当为左地震作用时，左侧两根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。
2）表中M单位为KN·m ，V单位为KN·m ，l单位为m。
水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图如图6-1，图6-2所示。
- 15 -
图6-1地震作用下框架弯矩图
- 16 -
b
图6-2地震作用下梁端剪力及轴力图
- 17 -
7 竖向荷载作用下框架结构的内力计算
7.1 横向框架内力计算
7.1.1 计算单元
取④轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为7.2m，由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如下图中的阴影线所示，计算单元范围内的其余楼面则通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架[9]，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心
线与柱的中心线不重合，因此在框架节点上还有集中力矩。
图7-1横向框架计算单元
7.1.2 荷载计算 7.1.2.1 恒载计算
q1、q1´代表横梁自重，为均布荷载形式。对于第8层 q1=4.95KN/m ,q1´=3.09KN/m
q2和q2´分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载[3]，由图7-2所示几何关系可以得出
q2=4.96×3.6=17.856KN/m ,q2´=4.96×2.4=11.904KN/m
P1、P2分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等重力荷载，计算如下：
- 18 -
p1p2p2p1
M1
图7-2各层梁上作用的恒载
对于第8层
P1=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4]×4.96+6.431×7.2/2
+6.431×7.2/2+5.06×1.05×7.2= 163.12KN
P2=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4×4.96+(2.4×1.2)/2×4.96
+6.431×7.2×1/2+6.431×7.2/2+1.2×3.675/2=117.11 KN
集中力矩
M1 = P1e1 =163.12×(0.7-0.35)/2=28.55 KN.m
M2 = P2e2 =123.72×(0.7-0.35)/2=21.65 KN.m
对1～7层，q1包括梁自重和其上横梁自重，为均匀荷载。其它荷载计算方法同第9层，结果为
q1=4.95=4.95 KN/m q1´=3.09 KN/m q2=3.3×3.6=11.88 KN/m q2´=3.3×2.4=7.92 KN/m P1=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4]×4.96+6.431×7.2/2+6.431×7.2/2
+0.24×3.3×15×(3.6+3.6)= 210.41KN
P2=[(3.6×2.4×1/2)×2×1/2+(2.4+7.2)/2×2.4×4.96+(2.4×1.2)/2×4.96
+6.431×7.2×1/2+6.431×7.2/2+1.2×3.675/2 +0.24×3.3×15×(3.6+3.6)= 219.75 KN
集中力矩
- 19 -
M1 = P1e1 =210.41×(0.7-0.35)/2=36.82 KN.m M2 = P2e2 =219.75×(0.7-0.35)/2=38.46 KN.m
7.1.2.2 活荷载计算
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
p1p2p2p1
M1
C
图7-3各层梁上作用的活载
对于第8层
q2=3.6×2.0=7.2 KN/m q2´=2.4×2.0=4.8 KN/m P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0=25.92 KN
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0+(1.2×2.4)/2×2.0=28.80 KN
M1 = P1e1 =25.92×(0.7-0.35)/2=4.54 KN.m M2 = P2e2 =28.80×(0.7-0.35)/2=5.04 KN.m
同理，在屋面雪荷载作用下
q2=3.6×0.4=1.44 KN/m q2´=2.4×0.4=0.96KN/m P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2)×3.6/4)×0.4=5.184KN M1 =5.184×(0.7-0.35)=1.814 KN.m
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2)×3.6/4)×0.4+(1.2×2.4)/2×0.4=5.760KN M2 =5.760×(0.7-0.35)=2.016KN.m 对1～7层
- 20 -
q2=3.6×2.0=7.2 KN/m q2´=2.4×2.0=4.8 KN/m
P1=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0=25.92 KN
P2=((3.6×2.4×1/2)+(2.4+7.2) ×3.6/4)×2.0+(1.2×2.4)/2×2.0=28.80 KN
M1 = P1e1 =25.92×(0.7-0.35)/2=4.54 KN.m M2 = P2e2 =28.80×(0.7-0.35)/2=5.04 KN.m
将上述计算结果汇总，见表7-1和表7-2。
表7-1横向框架恒载汇总表
表7-2 横向框架活载汇总表
注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。
7.1.2.3 内力计算
梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程和弯矩图如下所示。梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起来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到。计算柱底轴力还需要考虑柱的自重，如表7-3和表7-4所示。
- 21 -
图7-4 恒载作用下横向框架弯矩的二次分配
- 22 -
图7-5活载作用下横向框架弯矩的二次分配
- 23 -
图7-6恒载作用下竖向荷载作用的框架弯矩图
(a)
- 24 -
图7-7活载作用下竖向荷载作用的框架弯矩图
- 25 -
表7-3 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
From 7-3Roof beam end cut the strength and strength of axis of a cylinder under the function permanent year
表7-4活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
From 7-4Roof beam end cut the strength and strength of axis of a cylinder under the function living year
- 26 -
7.2 横向框架内力组合
7.2.1 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，由查表可知，本工程的框架为二级抗震等级。
7.2.2 框架梁内力组合
本例考虑了四种内力组合[2]，即1.2(SGk+0.5SQk)+1.3SEk ,1.35SGk+SQk , 1.2SGk+1.26(SQk+ SWk)和1.2SGk+1.4SQk 。此外，对于本工程，1.2SGk+1.4SQk这种内力组合与考虑地震作用的组合相比一般比较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层梁的内力组合结果见表28，表中SGk 、SQk两列中的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）。
表7-5 框架梁内力组合表
From 7-5The frame sets a roof beam in place the internal force makes forms up
- 27 -
- 28 -
下面以第一层BC跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合方法。对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算，求跨间最大正弯矩时，可根据梁端弯矩组合及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。由图可得
VB=－(MB+MC)/l+1/2q1l+(1－a)q2l/2
若VB－1/2(2q1+q2)al≤0 ,说明x≤al ,其中x为最大正弯矩截面至B支座的距离，则x可由下式求解：
VB－q1x－0.5q2x2/al=0
将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩 Mmax=MB+VBx－q1x2/2－q2x3/6al 若VB－1/2(2q1+q2)al≥0 ,说明x≥al，则 x= (VB+q2al/2)/ (q1+q2)
Mmax=MB+VBx－(q1+q2)x2/2+q2al(x－al/3)/2 若VB≤0,则
Mmax=MB
同理，可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的VB、x和Mmax的计算公式
VB=－(MB+MC)/l+1/2q1l+(1－a)q2l/4 x由下式解得
q1x+ q2x2/l=VB
Mmax=MB+VBx－q1x2/2－q2x3/3al
- 29 -
7.2.3 框架柱内力组合
取每层柱顶和柱底两个控制截面按相应的方法进行组合，组合结果及柱端弯矩设计值的调整见表7-6到表7-11。
表7-6横向框架B柱弯矩和轴力组合
From 7-6The curved square of horizontal frame A post and axle strength association
- 30 -
- 31 -
- 32 -
表7-7横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整
From 7-7The adjust of the transverse direction frame B post styletable combination bending moment design
value
表7-11 横向框架B柱剪力组合
表7-11 横向框架B柱剪力组合
From 7-8Transverse direction frame B post shearing force combination
- 33 -
8 截面设计
8.1 框架梁
8.1.1 梁的正截面受弯承载力计算
以第1层AB跨框架梁的计算为例。 1、梁的最不利内力：
经以上计算可知，梁的最不利内力如下： 跨间： Mmax=281.79 KN·m 支座A：Mmax=406.29 KN·m 支座Bl：Mmax=367.14 KN·m 调整后剪力：V=182.70 KN 2、梁正截面受弯承载力计算：
抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得： （1）、考虑跨间最大弯矩处：
按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=l/3=7.8/3=2.6m
=2600mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=700-35=665mm，因为
fcm bfhf（ h0- hf/2）
=13.4×2600×100×（665-100/2） =2142.66KN·m>994.06 KN·m
属第一类T形截面。
下部跨间截面按单筋T形截面计算：
αs=M/（fcmbf，h02）=281.79×106/13.4/2600/6652=0.018
，
，
，
- 34 -
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.018
As=ξfcmbf，h0/fy=0.018×13.4×2600×665/310=1379.65 mm2 实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742 mm2。 ρ=1742/300/665=0.8%>ρ
min
=0.25%，满足要求。
梁端截面受压区相对高度：
ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×1742/13.4/2600/665
将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=1742 mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即
支座A上部， α
s
=[M- fy, As
，
(h0-a,)]/（fcmbf
，
h02）=[406.29×106-310×1742×
(665-35) ]/13.4/300/6652=0.372 ξ=1-（1-2αs）1/2=0.224
可近似取, As=M/fy/(h0-a,)=406.29×106/310/（665-35）=2080.337mm2 实配钢筋4Ф25、2Ф22，As=2724 mm2
支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=367.14×106/310/（665-35）=1879.88 mm2 实配钢筋4Ф25、2Ф22，As=2724 mm2。 ρ=2724/300/665=1.3%>ρ造要求。
3、梁斜截面受剪承载力计算： （1）、验算截面尺寸： hw=h0=665mm
hw/b=665/300=2.22
0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×665=713212.5N>V=182700N 可知，截面符合条件。 （2）、验算是否需要计算配置箍筋：
0.07fcmbh0=0.07×14.3×300×665=199699.5N>V=182700N 可知，需按构造配箍。
（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：
梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则
min
=0.3%，又As，/ As =1742/2724=0.64>0.3，满足梁的抗震构
- 35 -
0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×14.3×300×665+1.5×210×2×50.3×665/100=348712.4N>182700N
ρsv= nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρ
svmin
=0.02fcm/fyv=0.02×14.3/210=0.14%
加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。 配筋图如下图所示：
梁的配筋计算见8-1表：
From 8-1frame girder longitudinal reinforcement calculator
- 36 -
- 37 -
- 38 -
8.2 框架柱
8.2.1柱截面尺寸验算：
根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。
表8-3 柱的剪跨比和轴压比验算
From 8-3both that of post shear span ratio and axle load ratio proven
- 39 -
例：第1层A柱： 柱截面宽度：b=700 mm
柱截面有效高度：h0=600-40=560 mm 混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3 N/mm2 柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。 Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）
柱端剪力计算值：Vc =192.89/0.75=257.19 KN
柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83 KN 剪跨比：Mc/Vch0=677.49*103/257.19/560=4.70>2 轴压比：N/fcmbh0=2328.83*103/14.3/600/560=0.485
8.2.2 柱正截面承载力计算：
先以第1层A柱为例，
（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12 KN·m，N=1746.62 KN 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N =508.12×106/(1746.62×103)=290.92 mm
附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即600/30=20mm，故取ea=20 mm。
- 40 -
柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱， l0=1.0H=4.2m
初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+20=310.92 mm
因为长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。 ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（1746.62×103）=1.5>1.0 取ξ1=1.0
又l0/h
得η=1+ l20ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/310.92=1.018 轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离 e=ηei+h/2-as
=1.018×310.92+600/2-40 =576.52 mm 对称配筋：
ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×103/14.3/600/560=0.264
=[1746.62×103×576.52-0.264×(1-0.5×0.264) ×14.3×5602]/310/(560-40)=668.41(mm2)
(2)、最不利组合二：Nmax=2198.06KN， M=-17.93KN·m
此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×106/(2198.06×103)=8.16mm 初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+20=28.16mm
长细比l0/h=4200/600=7>5，故应考虑偏心矩增大系数η。
ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×6002/（2198.06×103）=1.594>1.0取ξ1=1.0 又l0/h
得η=1+ l20ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72×560/1400/31.49=1.674
ηei=1.674×28.16=52.71mm
ξ=（N-ξ,bfcmbh0）/[ (Ne-0.45fcmbh20)/(0.8-ξb)/(h0-as) +fcmbh0 ]+ξb 按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh20.
600×- 41 -
因为N=2198.06KN
smin
min
=0.8%，单侧配筋率ρ
smin
≥0.2%，故
bh=0.2%×700×700=980mm2
选4Ф20，As,=As=1256mm2
总配筋率ρs=3×1256/600/560=0.82%>0.8%
8.2.3 柱斜截面受剪承载力计算 ：
以第1层A柱为例，
查表可知：框架柱的剪力设计值V c=192.89KN 剪跨比λ=3.99>3，取λ=3 轴压比n=0.353
考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值
N=1746.62KN
故取N=1746.62KN 1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N
=1.05×1.5×600×560/(3+1)+0.056×1746.62×103 =279723.22N>192890N 故该层柱应按构造配置箍筋。
柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρ
vmin
=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%
柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×550×8/100/550/550
=1.0%>0.6%,符合构造要求。
注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。 Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。 s为箍筋间距。
非加密区还应满足s
表8-4 其它各层柱的配筋计算见下表： From 8-4frame tying tendon schedule of quantities
- 42 -
- 43 -
- 44 -
- 45 -
9楼板设计
9.1 楼板类型及设计方法的选择：
对于楼板，根据塑性理论，l02/l01
9. 2设计参数：
1、双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：
- 46 -
9. 2.1 室内计算： 9. 2.1.1基本资料：
永久荷载标准值：g ＝ 6.73 kN/M2 可变荷载标准值：q ＝ 2.00 kN/M2
计算跨度 Lx = 3900 mm ；计算跨度 Ly = 7800 mm
板厚 H = 100 mm； 砼强度等级：C20；钢筋强度等级：HPB235 计算方法：弹性算法。 泊松比：μ＝1/5. 考虑活荷载不利组合。
9. 2.1.2计算结果：
Mx =(0.03875+0.00530/5)*(1.35* 6.7+0.98* 1.0)* 3.9^2 = 6.09kN·M 考虑活载不利布置跨中X向应增加的弯矩：
Mxa =(0.09042+0.02040/5)*(1.4* 1.0)* 3.9^2 = 1.41kN·M Mx= 6.09 + 1.41 = 7.50kN·M
Asx= 494.97mm2，实配φ 8@100 (As ＝ 503.mm2) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.503%
My =(0.00530+0.03875/5)*(1.35* 6.7+0.98* 1.0)* 3.9^2= 2.00kN·M 考虑活载不利布置跨中Y向应增加的弯矩：
Mya =(0.02040+0.09042/5)*(1.4* 1.0)* 3.9^2 = 0.57kN·M My= 2.00 + 0.57 = 2.57kN·M
Asy= 235.99mm2，实配φ 8@200 (As ＝ 251.mm2) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.251%
Mx' =0.08165*(1.35* 6.7+0.98* 2.0)* 3.9^2 = 13.72kN·M
Asx'= 937.16mm2，实配φ16@200 (As ＝1005.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 1.005%
My' =0.05708*(1.35* 6.7+0.98* 2.0)* 3.9^2 = 9.59kN·M
- 47 -
Asy'= 737.87mm2，实配φ12@180 (As ＝ 628.mm2,可能与邻跨有关系) ρmin ＝ 0.236% ， ρ ＝ 0.628%
9. 2.1.3跨中挠度验算：
Mk -------- 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值 Mq -------- 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值 (1)、挠度和裂缝验算参数：
Mk =(0.00530+0.03875/5)*(1.0* 6.7+1.0* 2.0 )* 3.9^2 = 1.73kN·M Mq =(0.00530+0.03875/5)*(1.0* 6.7+0.5* 2.0 )* 3.9^2 = 1.53kN·M Es ＝ 210000.N/mm2 Ec ＝ 25413.N/mm2 Ftk ＝ 1.54N/mm2 Fy ＝ 210.N/mm2
(2)、在荷载效应的标准组合作用下，受弯构件的短期刚度 Bs：
①、裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 1.73/(0.87* 81.* 251.) = 97.84N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 251./ 50000.=0.00503
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/(0.00503* 97.84) = -0.938 当 ψ＜0.2 时，取ψ ＝ 0.2
②、钢筋弹性模量与混凝土模量的比值 αE： αE ＝Es / Ec ＝210000.0/ 25413.0 = 8.264 ③、受压翼缘面积与腹板有效面积的比值 γf'： 矩形截面，γf' ＝ 0
④、纵向受拉钢筋配筋率 ρ ＝ As / b / ho ＝ 251./1000/ 81.=0.00310 ⑤、钢筋混凝土受弯构件的 Bs 按公式（混凝土规范式 8.2.3－1）计算: Bs=Es*As*ho^2/[1.15ψ+0.2+6*αE*ρ/(1+ 3.5γf')]
Bs＝ 210000.* 251.* 81.^2/[1.15*0.200+0.2+6*8.264*0.00310/(1+3.5*0.00)]= 593.11kN·M
(3)、考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数 θ： 按混凝土规范第 8.2.5 条，当ρ' ＝ 0时，θ ＝ 2.0 (4)、受弯构件的长期刚度 B，可按下列公式计算：
B ＝ Mk / [Mq * (θ - 1) + Mk] * Bs （混凝土规范式 8.2.2） B＝ 1.73/[ 1.53*(2-1)+ 1.73]* 593.11 = 314.572kN·M (5)、挠度 f ＝ κ * Qk * L ^ 4 / B
f ＝0.00247* 8.7* 3.9^4/ 314.572= 15.869mm
f / L ＝ 15.869/3900.= 1/ 246.，满足规范要求！
9. 2.1.4、裂缝宽度验算：
①、X方向板带跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2）
- 48 -
σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 5.29*10^6/(0.87* 81.* 503.) = 149.23N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 503./ 50000.= 0.010
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 149.23) = 0.432
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.432*149.2/210000.*(1.9*20.+0.08*11.43/0.01005) = 0.083，满足规范要求！
②、Y方向板带跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 1.73*10^6/(0.87* 73.* 251.) = 108.56N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 251./ 50000.= 0.005
当 ρte ＜0.01 时，取ρte ＝ 0.01
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 108.56) = 0.177 当 ψ＜0.2 时，取ψ ＝ 0.2
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.200*108.6/210000.*(1.9*20.+0.08*11.43/0.01000) = 0.028，满足规范要求！
③、左端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 10.84*10^6/(0.87* 77.*1005.) = 160.99N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝1005./ 50000.= 0.020
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.02* 160.99) = 0.790
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.790*161.0/210000.*(1.9*20.+0.08*22.86/0.02011) = 0.164，满足规范要求！
④、下端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 7.58*10^6/(0.87* 79.* 628.) = 175.52N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2
- 49 -
ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 628./ 50000.= 0.013
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 175.52) = 0.646
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.646*175.5/210000.*(1.9*20.+0.08*17.14/0.01257) = 0.167，满足规范要求！
⑤、右端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 10.84*10^6/(0.87* 77.*1005.) = 160.99N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝1005./ 50000.= 0.020
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.02* 160.99) = 0.790
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.790*161.0/210000.*(1.9*20.+0.08*22.86/0.02011) = 0.164，满足规范要求！
⑥、上端支座跨中裂缝：
裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ψ， 按下列公式计算：
ψ ＝ 1.1 - 0.65 * ftk / (ρte * σsk) （混凝土规范式 8.1.2－2） σsk ＝ Mk / (0.87 * ho * As) （混凝土规范式 8.1.3－3） σsk ＝ 7.58*10^6/(0.87* 79.* 628.) = 175.52N/mm 矩形截面，Ate＝0.5*b*h＝0.5*1000*100.= 50000.mm2 ρte ＝ As / Ate （混凝土规范式 8.1.2－4） ρte ＝ 628./ 50000.= 0.013
ψ ＝ 1.1 - 0.65* 1.54/( 0.01* 175.52) = 0.646
ωmax ＝ αcr*ψ*σsk/Es*(1.9c+0.08*Deq/ρte) （混凝土规范式 8.1.2－1） ωmax ＝2.1*0.646*175.5/210000.*(1.9*20.+0.08*17.14/0.01257) = 0.167，满足规范要求！
10基础设计
10.1外柱独立基础的计算：
10.1.1初步确定基底尺寸：
当计算地基承载力时，取用荷载效应的设计值 MK=384.01KN.M NK=1049.34KN V K=192.89KN 地基承载力特征值 fa=230KN/M2
由于冻土深度为1.65米，所以将基础埋深初步定为2米，基础高度为1.2米，基础与土
- 50 -