最新土木工程毕业设计学生宿舍楼计算书

********大学 本 科 毕 业 设 计（论 文）

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大连中医药大学5学生公寓建筑结构设计

学 院（系）： 土木工程学院 专 业： 土木工程专业 学 生 姓 名： 学 号： 指 导 教 师： 评 阅 教 师： 完 成 日 期：

*****大学

大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

摘 要

本毕业设计题目为大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计，工程地点在大连市，工程主体为钢筋混凝土框架结构，楼层数为6层，建筑总面积为5400m2，共152个房间。每层均设有卫生间和盥洗室各2间，一楼设有门卫值班室，公寓超市和活动室等。建筑结构设计使用年限为50年，耐火等级为2级。

本设计根据“适用、经济、安全、美观、环保”的设计原则，认真考虑影响设计的各种因素，对工程进行了建筑设计和结构设计。建筑设计主要包括平面设计、立面设计、剖面设计等方面；结构设计主要包括柱网布置、荷载计算、构件截面选择、配筋计算等方面。

设计过程中，严格遵守国家有关规范，运用大学本科所学知识，根据要求完成了结构计算书、建筑施工图和结构施工图。

关键词：框架结构；建筑设计；结构设计；内力计算；配筋计算

- I -

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Abstract

The graduation design problem for the University of traditional Chinese medicine in Dalian 5# student apartment building structure design. Engineering location in Dalian City, The main body of the project is reinforced concrete frame structure, the floor number is 6, the total construction area is 5400, there are 152 rooms. Each floor is equipped with 2 rooms in the bathroom and bathroom, and one floor is equipped with a guard duty room, an apartment supermarket and an activity room, etc.. The life of the building structure design is 50 years, and the refractory grade is 2.

According to the design principle of \"application, economy, safety, beauty and environmental protection\design, and designs the engineering design and structure.. Architectural design includes plane design, elevation design, profile design; structure design mainly includes the column layout, load calculation, selection of member section and reinforcement calculation.

Design process, strictly abide by the relevant national norms, use of university undergraduate course learn knowledge, according to the requirements of the completed structure calculation, construction drawing and construction drawing.

Key Words：Frame structure; Architectural design; Structure design; Internal force calculation; Reinforcement calculation

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目 录

摘 要 ..................................................................................................................................... I Abstract ..................................................................................................................................... II 1 工程概况 ................................................................................................................................ 1

1.1 设计资料 ..................................................................................................................... 1

1.1.1 基本资料 .......................................................................................................... 1 1.1.2 自然条件 .......................................................................................................... 1

2 建筑设计方案 ........................................................................................................................ 2

2.1平面设计 ...................................................................................................................... 2

2.1.1首层平面设计 ................................................................................................... 2 2.1.2 标准层平面设计 .............................................................................................. 2 2.2 立面图设计 ................................................................................................................. 2 2.3 剖面图布置 ................................................................................................................. 2 2.4 交通联系空间设计 ..................................................................................................... 2 2.5 采光通风设计 ............................................................................................................. 3 3 结构设计方案 ........................................................................................................................ 7

3.1结构布置及计算简图 .................................................................................................. 7

3.1.1 梁截面尺寸的确定 .......................................................................................... 7 3.1.2 柱截面尺寸估算 .............................................................................................. 7 3.1.3材料选择 ........................................................................................................... 8 3.1.4 基础选型与预估埋置深度 .............................................................................. 8 3.1.5 框架计算简图 .................................................................................................. 8 3.2 横向框架结构侧向刚度计算及侧向刚度比验算 ..................................................... 8

3.2.1 框架梁、柱线刚度计算 .................................................................................. 8 3.2.2 框架侧向刚度计算 .......................................................................................... 9 3.2.3 横向框架侧向刚度比验算 ............................................................................ 11 3.3 重力荷载及水平荷载计算 ....................................................................................... 11

3.3.1 重力荷载计算 ................................................................................................ 11 3.3.2 重力荷载代表值 ............................................................................................ 14 3.4 横向水平地震作用下框架结构的内力和侧移计算 ............................................... 17

3.4.1 自振周期计算 ................................................................................................ 17 3.4.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算 ............................................................ 18

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3.4.3水平地震作用下的位移验算 ......................................................................... 19 3.4.4 横向水平地震作用下框架结构内力计算 .................................................... 20 3.5 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算 ....................................................... 22

3.5.1 横向风荷载标准值计算 ................................................................................ 22 3.5.2 水平风荷载作用下的位移验算 .................................................................... 23 3.5.3 风荷载作用下框架结构内力计算 ................................................................ 24 3.6 竖向荷载作用下框架结构内力分析 ....................................................................... 26

3.6.1 计算单元和计算简图的确定 ........................................................................ 26 3.6.2 竖向荷载计算 ................................................................................................ 27 3.6.3 内力计算 ........................................................................................................ 30 3.7 内力组合 ................................................................................................................... 35

3.7.1梁控制截面标准值计算 ................................................................................. 36 3.7.2 梁控制截面的内力组合 ................................................................................ 37 3.7.3 柱控制截面内力组合 .................................................................................... 49 3.8 梁、板、柱截面设计及配筋计算 ........................................................................... 56

3.8.1梁截面设计及配筋计算 ................................................................................. 56 3.8.2 框架柱截面设计及配筋计算 ........................................................................ 59 3.8.3 板设计及配筋计算 ........................................................................................ 62

4 基础设计 .............................................................................................................................. 64

4.1 基础设计资料 ........................................................................................................... 64 4.2基础顶面的柱底荷载选取 ........................................................................................ 64 4.3 求地基承载力特征值 ............................................................................................... 64 4.4 初步选择基底尺寸 ................................................................................................... 64 4.5 验算持力层地基承载力 ........................................................................................... 65 4.6计算基底净反力设计值 ............................................................................................ 66 4.7基础高度的确定 ........................................................................................................ 66 4.8 配筋计算 ................................................................................................................... 67 结 论 .................................................................................................................................... 69 参 考 文 献 ............................................................................................................................ 70 致 谢 .................................................................................................................................. 71

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1 工程概况

1.1 设计资料

1.1.1 基本资料

大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计，本工程采用的是钢筋混凝土框架结构，主体结构共6层，建筑总面积共5400m2，建筑结构设计使用年限为50年，耐火等级为2级。

1.1.2 自然条件

大连市抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度值为0.15g，建筑场地类别为Ⅱ类场地，设计地震分组为第一组，Tg=0.35s；常年主导风向：夏季为东南风，冬季为西北风；无地下水，土壤标准冻深为0.8m；地基土构成：杂填土，厚0.5m,地基承载力特征值fk80kpa；粉质粘土，厚2.5m，地基承载力特征值fk200kpa；全风化板岩，厚3.5m，地基承载力特征值fk300kpa；建筑所在地的基本雪压s00.4KN/m2，基本风压00.65KN/m2，底面粗糙度为C类。

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2 建筑设计方案

2.1平面设计

2.1.1首层平面设计

首层建筑面积约900m2，其中学生寝室19间（四人间，22.68m2/间），寝室内设计内置阳台；首层门厅约62.64m2，为方便学生生活需求，首层布置有公寓超市（45.36m2）和活动室（45.36m2）；为方便公寓管理，公寓门厅左侧布置了门卫室（22.68m2）；根据《宿舍建筑设计规范》JGJ35-2005的要求，建筑两侧分别布置有洗手间和盥洗间。建筑平面图见图2.1 2.1.2 标准层平面设计

标准层建筑面积约900m2，其中学生寝室26间（四人间，22.68m2/间），寝室内设计内置阳台；根据《宿舍建筑设计规范》JGJ35-2005的要求，建筑两侧分别布置有洗手间和盥洗间。

2.2 立面图设计

公寓外观设计满足“经济、简洁、大方”的要求，立面简洁美观。建筑外墙墙面采用灰白色涂料为主色调，每层采用20mm宽的黑色涂料层间线分隔，显得层次分明，更加美观。勒脚文化石贴面，可以减轻雨水滴溅带来的美观影响。建筑立面图见图2.2

2.3 剖面图布置

根据使用要求和有关设计规范，楼梯设计为双跑楼梯，首层层高3.9m，踏步数共26步，一跑13步，二跑13步；标准层层高3.6m，踏步数共24步，一跑12步，二跑12步。室内外高差0.45m，大门外设置三阶阶梯，并设置雨篷。剖面图见2.3

2.4 交通联系空间设计

本设计公寓为内廊式公寓，为满足《建筑防火设计规范》GB 50016-2006以及《宿舍建筑设计规范》JGJ35-2005的要求，走廊宽度为2.4m，在建筑两侧共布置有2部楼梯，楼梯宽1.6m，休息平台宽1.7m。按照疏散距离的要求，该工程中最远的房间出入口到楼梯间安全出入口的距离12.6m，符合规范规定；公寓大门总宽度3m（4扇门开合），高2.4m，学生寝室门尺寸0.9m×2.1m,在首层两侧走廊尽头分别布置了逃生门，逃生门宽1.5m，高2.1m。

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2.5 采光通风设计

为保证门厅采光需求，公寓大门全部采用玻璃材质；为改善走廊采光问题，在2到6层走廊尽头分别布置有窗户，尺寸为1.8m×2.1m；寝室采用大面积采光，窗洞尺寸宽×高为2.7m×2.1m，由于寝室进深较大，故内置阳台和寝室间采用玻璃材质分隔。

图2.3 建筑1-1剖面图

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图2.1 建筑平面图

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图2.2 建筑正立面图

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图3.1 建筑结构平面布置图

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3 结构设计方案

3.1结构布置及计算简图

3.1.1 梁截面尺寸的确定

本工程楼盖及屋盖采用现浇钢筋混凝土结构。根据《规范》规定：l2/l1≥3时，按单向板设计；l2/l1≤2时，按双向板设计。本设计中，区格板的边长比为6.3/3.6=2，应当按双向板设计。并根据板厚应大于等于l/40=3600/40=90mm,取板厚等于100mm。梁截面高度按梁跨度的1/12～1/8估算。表3.1中给出了梁截面尺寸。 3.1.2 柱截面尺寸估算

柱截面尺寸的估算可根据式AcNNfc进行估算。框架结构抗震等级为三级，其

轴压比限值N=0.85；各层重力荷载代表值可近似取gE=12KN/m2。由图3.1可知边柱和中柱的负载面积分别为7.2m×3.15m和7.2m×4.35m。则第一层柱截面面积为

FgEn1.37.23.15121036边柱 Ac149549mm2

0.8516.7NfcNfNFgEn1.257.24.35121036中柱 Ac198577mm2

0.8516.7NfcNfN取柱截面为正方形，则边柱和中柱的截面高度分别为387mm和446mm。为满足水平地震作用下框架侧移刚度的要求，本设计柱截面尺寸取值如下：

1层 600mm×600mm 2～6层 500mm×500mm

表3.1 梁、柱截面尺寸（mm）及各层混凝土强度等级

层次 2～6 1

1混泥土

横梁（b×h）

BC跨

纵梁 次梁 柱截面

强度等级 AB跨，CD跨 C30 C35

300×600 350×600

（b×h） （b×h） （b×h）

300×400 300×600 300×550 500×500 350×400 350×600 300×550 600×600

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3.1.3材料选择

（1）混凝土强度等级选择：基础垫层和基础分别采用C10和C25（fc11.9N/mm2,ft1.27N/mm2）等级混凝土；一层梁、板、柱等受力构件采用C35（fc16.7N/mm2,ft1.57N/mm2）等级混凝土；二到六层梁、板、柱采用C30（fc14.3N/mm2,ft1.43N/mm2）等级混凝土。

（2）钢筋的选择：基础纵筋采用HRB335HRB400（fyf'y300N/mm2）级钢筋，箍筋采用HPB300（fyf'y270N/mm2）级钢筋；主体结构梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB400（fyf'y360N/mm2）级钢筋，箍筋、架立筋等采用HPB300级钢筋；板的受力钢筋均采用HRB335级钢筋。 3.1.4 基础选型与预估埋置深度

本设计选用柱下独立基础，在满足地基承载力等条件下，基础埋深取1.5m（自室外地坪算起），基础高度预估0.8m。 3.1.5 框架计算简图

一品横向平面框架的计算简图如图3.2所示，底层柱与上层柱截面不同，形心线不重合，取顶层柱的形心线作为框架柱的轴线。框架梁轴线取至板底处，则2～6层的的柱计算高度取层高，即3.6m；底层柱的计算高度从基础顶面取至一层板板底,即

h13.90.451.50.80.14.95m。

3.2 横向框架结构侧向刚度计算及侧向刚度比验算

3.2.1 框架梁、柱线刚度计算

框架梁线刚度ibEIb/lb，对于中框架梁线刚度取

ib2EcI0/lb，对于边框架则取ib1.5EcI0/lb，其中I0为梁截面惯性矩。梁线刚度计算结果见表3.2；柱线刚度icEcIc/hi，计算结果见表3.3。横向中框架梁、柱线刚度及梁柱线刚度比K的计算结果见图3.3

图3.2 横向框架计算简图

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表3.2 梁线刚度（N·m）

计算跨度 截面惯性矩 Lb （mm）

I0 (mm)

4

楼层 梁跨 Ec N/mm

2

b×h (mm)

ib2EcI0lbib1.5EcI0lb

5.143×1010

3.857×1010

2～6

AB、CD 3.0×104 300×600 BC

3.0×104 300×400

6300 2400 6300 2400

5.400×109 1.600×109 6.300×109 1.867×109

4.000×1010 3.000×1010 6.300×1010 4.725×1010 4.901×1010 3.676×1010

1

AB、CD 3.15*104 350×600 BC

3.15*104 350×400

注：计算边框架梁的线刚度时，去ib1.5EcI0/lb

表3.3 柱线刚度（N·m）

楼层 2～6 1

层高hi（mm）

3600 4950

Ec N/mm 3.00×104 3.15×104

2

b×h(mm) 500×500 600×600

IC（mm） 5.208×109 1.080×109

4

icEcI0/hi

4.340×1010 6.873×1010

3.2.2 框架侧向刚度计算

柱的侧向刚度按式D12i2c计算，例如，第一层和第二层边柱和中柱的侧向刚度计

Ch算如下： 第一层边柱：

Kiicb6.3000.917 6.873cD11C12ic0.5K0.50.9170.468 2K20.917h2126.87310100.46816395N/mm 24950

第一层中柱：

Kiicb6.3004.9011.630

6.873c0.5K0.51.6300.587 2K21.630–9–

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D12C12ich2126.87310100.58719759N/mm

49502第一层一榀横向中框架的总侧向刚度为：

D1(D11D12)2(1635919759)272236N/mm 第二层边柱：

Ki2icb5.1436.3001.318

24.340cK1.3180.397 2K21.31812icD21Chb2124.3410100.39715954N/mm 23600第二层中柱：

Ki2ic(5.1434.0006.3004.901)2.344

24.340cK2.3440.540 2K22.344D22C12ich2124.34010100.54021700N/mm 图3.3 框架梁、柱线刚度（×102360010

N·m）

第二层一榀横向中框架的总侧向刚度为：

D2(D21D22)2(1595421700)275308N/mm

其余各层一榀横向中框架侧向刚度计算结果见表3.4.横向边框架计算结果见表3.5。

表3.4 一榀横向中框架侧向刚度 （N/mm）

楼层 6 5 4 3 2 1

ic

层高 h（ imm）

中框架边柱 αC Di1 K

1.185 0.372 14949 1.185 1.185 1.185 1.318 0.917

0.372 14949 0.372 14949 0.372 14949 0.397 15954 0.486 16359

中框架中柱 αC K

2.107 0.513 2.107 0.513 2.107 0.513 2.107 0.513 2.344 0.540 1.630 0.587

Di2 20615 20615 20615 20615 21700 19759

D

71128 71128 71128 71128 75308 72236

4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 6.783 4950

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表3.5 一榀横向边框架侧向刚度 （N/mm）

楼层 6 5 4 3 2 1

ic

层高 h（ imm）

边框架边柱 边框架中柱

Di1

D

Di2

60198

60198 60198 60198 64216 64844

K

αC

K 1.580 1.580 1.580 1.580 1.758 1.222

αC 0.441 0.441 0.441 0.441 0.468 0.534

4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 4.340 3600 6.783 4950

0.889 0.308 12377 0.889 0.308 12377 0.889 0.308 12377 0.889 0.308 12377 0.989 0.31 13301 0.687 0.442 14683

17722 17722 17722 17722 18807 17739

3.2.3 横向框架侧向刚度比验算

由图3.1可知，结构平面内共有8榀中框架和2榀边框架，则各层总侧向刚度等于8榀中框架和2榀边框的架侧向刚度之和。例如对于第六层，由表3.4和3.5表相关数据可得：

D871128260198689420N/mm

6其余各层计算结果见表3.6

表3.6 楼层与上部相邻楼层的侧向刚度比验算

层次 Di Di-1/Di

1 70756 0.968 2 730896 1.060 3 689420 1.0 4 689420 1.0 5 689420 1.0 6 689420 1.0

由表3-6可知，各层的侧向刚度比均大于0.7，且与上部相邻三层侧向刚度比的平均值大于0.8，满足框架结构的侧向刚度比验算要求。

3.3 重力荷载及水平荷载计算

3.3.1 重力荷载计算

（1）屋面及楼面的永久荷载标准值 屋面（上人）：

10mm厚铺地砖，用1:1水泥砂浆粘贴 0.3KN/m2 25mm厚1:3水泥砂浆找平层 200.0250.5KN/m2 2～3mm厚麻刀灰隔离层 0.05KN/m2

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1.2mm厚合成高分子防水卷材2道 0.05KN/m2 25mm厚1:3水泥砂浆找平层 200.0250.5KN/m2 150mm厚水泥蛭石保温层 50.150.75KN/m2 1:6水泥焦渣找坡 1.4KN/m2 100mm厚钢筋混凝土屋面板 250.12.5KN/m2 20mm厚混合砂浆天棚抹灰 170.020.34KN/m2 6.39KN/m2

1～5层楼面：

瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55KN/m2 100mm厚钢筋混凝土屋面板 250.12.5KN/m2 20mm厚混合砂浆天棚抹灰 170.020.34KN/m2

3.39KN/m2

(2) 屋面及楼面的可变荷载标准值

上人屋面均布荷载标准值 2.0KN/m2 楼面荷载标准值 2.0KN/m2 屋面雪荷载标准值 SKrS01.00.40.4KN/m2 （3） 梁、柱、墙、门、窗等重力荷载计算

根据构件的尺寸大小和材料容重，计算出单位长度构件的重力荷载。因在计算屋面及楼面重力荷载时已计算板重，注意在计算梁的截面高度和柱的净长时，记得扣除板厚，且梁只需考虑两侧抹灰的重量。

第1层梁、柱单位长度的重力荷载计算如下：

边横梁： 0.350.5250.50.021724.715KN/m 中横梁： 0.30.3250.30.021722.454KN/m 次梁： 0.30.45250.450.021723.681KN/m 纵梁： 0.350.5250.50.021724.715KN/m 柱： 0.60.6250.60.021749.816KN/m 第1,2层外侧柱轴线偏心为50mm，故第一层梁、柱净长度计算如下：

边横梁： ln6.30.350.355.6m 中横梁： ln2.40.250.251.9m

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次梁： ln6.30.10.16.1m 纵梁： ln7.20.30.36.6m 柱： ln4.95m

同理，可求得2～6层框架梁、柱的重力荷载及构件净长度。1～6层框架梁、柱重力荷载标准值计算结果见表3.7。

表3.7 框架梁、柱重力荷载标准值

楼层 构件 边横梁 中横梁 次梁 纵梁 柱 边横梁 中横梁 次梁 纵梁 柱

1

2～6

b (m) 0.35 0.35 0.30 0.35 0.60 0.30 0.30 0.30 0.30 0.5 hn (m) 0.50 0.30 0.45 0.50 0.60 0.50 0.30 0.45 0.50 0.50

 gl

(KN/m2) (KN/m2) 25 4.715 25 2.454 25 3.681 25 4.715 25 9.816 25 4.090 25 2.454 25 3.681 25 4.090 25 6.930

Ln

(m) 5.60 1.90 6.10 6.60 4.95 5.80 1.90 6.20 6.70 3.50 go KN 26.404 4.663 22.454 31.119 48.589 23.722 4.663 22.822 27.403 24.255

注：1.表中gl表示的是单位长度构件的重力荷载值；g0代表的是每一根梁或柱的重力荷载标准值。 2.表中hn表示的是构件的净高，其中梁的截面高度已经扣除了板的厚度。

3.表中ln表示的是构件的净长，其中梁的长度取其净跨度，柱的高度已经扣除了板的厚度。

本设计中，内墙统一用250mm厚水泥空心砖作为非承重隔断，墙体两侧采用20mm厚水泥砂浆抹灰（17KN/m3），则内墙墙面单位面积重力荷载为：

9.60.25170.0223.08KN/m2

外墙也采用250mm厚的水泥空心砖作非承重墙，墙体外侧用60mm厚聚苯板（EPS）做外墙外保温（0.17KN/m2），，则外墙墙面单位面积重力荷载为：

9.60.250.170.50.343.41KN/m2

外墙窗尺寸为2.4m2.7m，门窗单位面积重力荷载标准值取0.4KN/m2，女儿墙墙体取240mm厚黏土实心砖，外墙墙面贴瓷砖，内墙墙面为20mm厚水泥砂浆抹灰，女儿墙单位面积重力荷载为：

190.240.50.345.4KN/m2

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3.3.2 重力荷载代表值

集中在各楼层标高处的重力荷载代表值包括：各个楼层的楼面或屋面自重的标准值，50%楼面荷载或50%屋面雪荷载，屋面活荷载不计，墙重取上、下各半层墙重标准值之和。下面举例重力荷载代表值的计算方法。 （1）底层重力荷载代表值计算G1 恒载：

一层板板重 3.3958.115.53052.86KN 一层框架边横梁自重 26.40420528.08KN 一层中横梁自重 4.6331046.63KN 一层次梁自重 22.45414314.36KN 一层纵梁自重 31.11932995.81KN 一层框架柱自重 48.589401943.56KN 二层框架柱自重 24.25540970.2KN 二层外墙和窗重

3.413.60.6362.758.115.52240.50

2.13.410.421.82.1(3.410.4)745.94KN二层内墙和门重

6.7153.60.65.8163.60.66.3143.60.553.0826 0.92.13.080.421.52.13.0820.92.13.082451.9KN一层外墙和窗重

58.115.52240.63.413.60.6302.4

2.73.410.441.52.83.410.4722.83KN一层内墙和门重

6.6143.90.65.6163.90.66.3113.90.553.08 220.92.13.080.421.52.13.080.42.72.43.080.4 4.82.43.080.421.52.13.0820.92.13.082357.28KN活载：楼面活载 7.26.3162.02.457.62.51797.12KN

G13052.86528.0846.63314.36995.81970.21943.56/2745.942451.9722.832357.28/20.51797.1210432.16KN

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（2）二层重力荷载代表值计算G2 恒载：

二层板重 3.3958.115.53052.86KN 二层框架边横梁 23.72220474.44KN 二层中横梁 4.6631046.63KN 二层次梁自重 22.82214319.51KN 二层纵梁自重 27.40332876.90KN 二、三层柱自重 24.25540970.2KN 二、三层外墙和窗重 745.94KN 二、三层内墙和门重 2451.9KN 活载：楼面活载 1797.12KN

G23052.86474.4446.63319.51876.90970.2745.942451.90.51797.129836.94KN

（3）三、四、五层重力荷载代表值计算G3、G4、G5 恒载：

三层板重 3.3958.115.53052.86KN 三层框架边横梁 23.72220474.44KN 三层中横梁 4.6631046.63KN 三层次梁自重 22.82214319.51KN 三层纵梁自重 27.40332876.90KN 三、四层柱自重 24.25540970.2KN 三、四层外墙和窗重 745.94KN 三、四层内墙和门重 2451.9KN 活载：楼面活载 1797.12KN

G3G4G53052.86474.4446.63319.51876.90970.2745.942451.90.51797.129836.94KN

（4）六层重力荷载代表值计算G6 恒载：

六层板重 6.3958.115.55754.51KN 六层框架边横梁 23.72220474.44KN 六层中横梁 4.6631046.63KN 六层次梁自重 22.82214319.51KN

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六层纵梁自重 27.40332876.90KN 六层柱自重 24.25540970.2KN 六层外墙和窗重 745.94KN 六层内墙和门重 2451.9KN 女儿墙自重 5.41.258.115.52953.86KN 活载：屋面荷载 58.115.50.4360.22KN

G65754.51474.4446.63319.51876.90970.2745.942451.9/2953.860.5360.2210692.98KN

（5）附加层重力荷载代表值计算G7 恒载：

墙重

8.73.620.383.4130.4 0.92.13.410.4191.14KN梁重

8.73.620.380.40.080.32553.28KN 板重 8.73.60.082562.64KN 活载：板面活载 8.73.60.412.53KN

G7191.1453.2862.6412.532639.18KN 各层重力荷载代表值

各层重力荷载代表值计算结果见表3.8

表3.8 各层重力荷载代表值（KN）

楼 层

7 6 5 4 3 2 1

楼 板

62.64

边横梁 中横梁

46.63 46.63 46.63 46.63 46.63 46.63

次 梁 纵 梁 柱

归入墙重

活 载

12.53

墙 体

191.14

重力荷载代表值

639.18 9836.94 9836.94 9836.94 9836.94

53.28

319.51 876.90 319.51 876.90 319.51 876.90 319.51 876.90 319.51 876.90

5754.5 474.44 3052.9 474.44 3052.9 474.44 3052.9 474.44 3052.9 474.44 3052.9 528.08

970.2 970.2 970.2 970.2 970.2

1797.12 3197.84 10692.98 1797.12 3197.84 1797.12 3197.84 1797.12 3197.84 1797.12 3197.84

314.36 995.81 1943.56 1797.12 3080.11 10432.16

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3.4 横向水平地震作用下框架结构的内力和侧移计算

3.4.1 自振周期计算

3h13h1h2G按式GeGn11n21将附加层G7折算到主体结构中的顶层，2H2H即：

33Ge639.181764.51KN

222.95将各层重力荷载代表值Gi作为水平荷载作用在主体结构上，从而计算出框架结构的层间位移，便可求得框架结构的顶点假想位移。下面则以第6层为例说明结构层间位移的计算过程。

由上表3.6的计算结果可得第6层的侧向刚度D6689420N/mm，由上表3.8的结果可得V6G611457.49KN，则第6层的结构层间侧移为

u6V611457.490.01662m D6894206结构其余层的计算过程及计算结果见表3.9。

表3.9 结构顶点位移计算

楼层 6 5 4 3 2 1

Gi（KN） 11457.49 9836.94 9836.94 9836.94 9836.94 10432.16

G(KN)Di(N/mm)iii1

11457.49 21294.43 31131.37 40968.31 50805.25 61237.41

689420 689420 689420 689420 730896 707576

G(m)

Di

i(mm)0.308142 0.291523 0.260636 0.21548 0.156056 0.086545

0.016619 0.030887 0.045156 0.059424 0.069511 0.086545

由上表3.9可得uT0.3081m，框架结构的周期折减系数T取0.6，则由式

T11.7TuT可得:

T11.70.60.30810.57s

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3.4.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算

本设计中，由于主体结构的高度不超过40m，且质量和刚度沿高度分布比较均匀，所以变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算结构的地震作用。结构总水平地震作用标准值可按式FEK1Geq确定，即：

Geq0.85Gi0.8510432.169836.94410692.98639.1851945.27KN 查表可得，场地特征周期Tg0.35s，水平地震影响系数最大值max0.12，则

T0.351gmax0.120.077

0.57T1FEK1Geq0.07751945.273999.8KN

0.90.9因1.4Tg1.40.350.49sT10.57s,所以应该考虑底部附加地震作用的影响。顶部附加地震作用系数按式FiGiHIGHjj1nFEK1n计算，其中FnnFEK，因

jTg0.35s0.35s，故n0.08T10.070.1156

则 F60.11563999.8462.41KN

1nFEK3537.4KN

按式FiHiGiGHjj1nFEK1n计算各质点的水平地震作用，计算结果见表3.10，水

j平地震作用下框架计算简图见图3.4

表3.10框架各层横向地震作用及楼层地震剪力

楼层 女儿墙 6 5 4 3

2 1

HI (m) 25.95 22.95 19.35 15.75 12.15 8.55 4.95

Gi（KN） 639.18 10692.98 9836.94 9836.94 9836.94 9836.94 10432.16

GiHI

（KN·m） 16586.72 245403.90 190344.79 154931.81 119518.82 84105.84 51639.20

HiGi HiGi0.019 0.285 0.221 0.180 0.139 0.098 0.060

Fi（KN） 67.2 1008.2 781.8 636.7 491.7 346.7 212.2

Vi（KN） 67.2 1075.4 1857.2 2493.9 2985.6 3332.3 3544.5

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3.4.3水平地震作用下的位移验算

水平地震作用下主体框架结构的层间位移ui和顶点位移ui分别按式

uiVi/Dij和uuj1k1sn来进行计算，计算结果见表3.11，表中还计算了框架各

k层的层间弹性位移角eui/hi。

图3.4 水平地震作用下框架结构计算简图 表3.11 横向水平地震作用下的位移验算

楼层 Vi（KN） 6 5 4 3 2 1

1075.4 1857.2 2493.9 2985.6 3332.3 3544.5

D(N/mm)

iui(mm)

ui(mm) 21.77 20.21 17.52 13.9 9.57 5.01

himm 3600 3600 3600 3600 3600 4950

ei/hi 1/2308 1/1338 1/994 1/831 1/789 1/988

689420 689420 689420 689420 730896 707576

1.56 2.69 3.62 4.33 4.56 5.01

由上表3.11可知，框架结构中最大层间弹性位移角发生在第2层，其值是1/7891/550,满足结构要求。

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3.4.4 横向水平地震作用下框架结构内力计算

取图3.1中的②号轴线横向中框架来进行内力计算，说明计算方法，其它框架内力计算过程从略。柱端剪力和柱端弯矩分别按式VijDijsVi和

ijbMijVijyhDjiMVij(1y)huij来进行计

算，由于结构具有对称性，所以只需计算一根边柱和一根中柱的结构内力，计算结果见表3.12,。表中的反弯点高度比y按式yyny1y2y3来进行确定，其中yn可以查表得到。本设计中，底层柱需考虑修正值y2，第2层柱需要考虑修正值y1和y3，其余层的柱无需考虑修正。

表3.12水平地震作用下框架柱端弯矩计算

楼层层 高

6 5 4 3 2

Vi

（KN）

Dij边柱

Di1

Vi1

中柱

Mib1

30.22 65.24 97.34

(N

/mm)

K

y

Miu1

53.73 79.73 97.34

Di2 Vi2

K

y

Mib2 Miu2

68.31

3.6 1075.4 689420 14949 23.23 1.185 0.36 3.6 1857.2 689420 14949 40.27 1.185 0.45 3.6 2493.9 689420 14949 54.08 1.185 0.50

20615 32.16 2.107 0.41 47.47

20615 55.53 2.107 0.46 91.96 107.95 20615 74.57 2.107 0.50 134.23 134.23

3.6 2985.6 689420 14949 64.74 1.185 0.50 121.93 121.93 20615 89.28 2.107 0.50 160.70 160.70 3.6 3332.3 730896 15954 72.74 1.318 0.50 130.93 130.93 21700 98.93 2.344 0.50 178.07 178.07

1 4.95 3544.5 707576 16359 81.95 0.917 0.63 255.56 150.09 19759 98.97 1.630 0.62 303.74 186.16

lribibburu框架梁端弯矩按式MlrMi1,jMij,MblrMib1,jMij来进行计算，然ibibibiblb后由平衡条件求出梁端弯矩，再由梁端剪力逐层计算柱轴力，计算过程见表3.13。

表3.13水平地震作用下框架梁端弯矩、剪力及柱轴力计算

边梁

楼lrMM l bb层

(KN.m) (KN.m) (m) 6 53.73 38.42 6.3 5 109.95 87.42 6.3 4 162.58 127.23 6.3 3 219.27 165.90 6.3 2 252.86 190.56 6.3 1 281.02 204.86 6.3

走道梁

Vb (KN) -14.62 -31.33 -46.00 -61.14 -70.38 -77.12

lMb

柱轴力 边柱

（KN） -14.62 -45.95 -91.95 -153.09 -223.47 -300.59

中柱 （KN） -10.29 -35.63 -72.1 -118.49 -171.62 -227.31

Mbr

(KN.m) (KN.m) 29.89 29.89 68.00 68.00 98.96 98.96 129.03 129.03 148.21 148.21 159.37 159.37

Vb

(m) (KN) 2.4 -24.91 2.4 -56.67 2.4 -82.47 2.4 -107.53 2.4 -123.51 2.4 -132.81

l

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在图3.4所示的横向水平地震作用下，主体框架左侧的边柱和中柱轴力均为拉力，框架右侧柱轴力均为压力，由平衡条件可知总压力和总拉力的绝对值相等，符号相反，横向水平地震作用下，一榀中框架的弯矩图3.5a、剪力图3.5b和轴力图3.5如下。

图3.5a框架柱弯矩图（KN·m） 图3.5b框架梁弯矩图（KN·m）

图3.5c框架梁端剪力及柱轴力（KN）

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3.5 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计算

3.5.1 横向风荷载标准值计算

风荷载标准值按式kzsz0来进行计算，由本设计资料可得，大连地区基本风压00.65KN/m2，由《荷载规范》查得结构体形系数s0.8（迎风面）和s0.8（背风面）。建筑所在地属于B类地区， H/B22.95/57.60.398，查表得0.42；

T10.57s；0T120.650.5720.21KNs2/m2，1.28，故z11.280.42Hi

zH仍取②轴线横向中框架来进行计算，该榀框架的负载宽度是7.2m，由式

kzsz0得结构高度的分布风荷载标准值

qz7.20.65zsz4.68zsz

根据各框架结构标高处高度Hi由表查取z，代入上式可得各框架结构标高处的

qz，计算结果见表3.14，沿框架结构高度的分布图见图3.6a。

表3.14沿房屋高度风荷载标准值

楼层 6

5 4 3 2 1

Hi（m） 22.95 19.35 15.75 12.15 8.55 4.95

Hi//H 1 0.843 0.686 0.529 0.373 0.216

z

1.300 1.236 1.157 1.060 1.000 1.000

z

1.414 1.367 1.319 1.269 1.201 1.116

q1(z)

6.882 6.326 5.714 5.036 4.497 4.178

q2(z)

4.301 3.954 3.571 3.148 2.810 2.611

图3.6a 风荷载沿房屋高度分布（KN·m） 图3.6b 等效节点集中风荷载（KN）

–22–

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本设计进行风荷载框架结构分析时，应按照静力等效原理将图3.6a中的分布风荷载转化为节点风荷载，转化结果见图3.6b。框架各层的集中风荷载Fi计算过程如下：

112F66.3263.9543.66.8826.3264.3013.9543.619.588KN 2231F56.3263.9545.7143.5713.66.8826.3264.3013.9542

11123.63.636.953KN6.3265.7143.9543.57123231F45.7143.5715.0363.1483.66.3265.7143.9543.571211123.65.7145.0363.5713.1483.633.848KN2323

1F35.0363.1484.4972.8103.65.7145.0363.5713.148211123.65.0364.4973.1482.8103.629.597KN2323

11 F24.4972.8103.65.0364.4973.1482.8103.626.831KN 231F14.1782.6113.64.9529.030KN

23.5.2 水平风荷载作用下的位移验算

在图3.6所示的水平地震作用下，由式ViFk计算出框架结构的层间剪力Vi，然

kin后依据表3.4计算出②号轴线横向框架的层间侧移刚度，然后再按式uiVi/Dij和

j1suu计算出各层的相对侧移和绝对侧移。计算结果见表3.15。

k1kn表3.15 风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算

楼层 Fi（KN） Vi(KN) 6

5 4 3 2 1

19.588 36.953 33.848 29.597 26.831 29.030

19.588 56.541 90.389 119.986 146.817 175.847

D(N/mm)

71128 71128 71128 71128 75308 72236

ui(mm)

0.28 0.79 1.27 1.69 1.95 2.43

uimm

8.41 8.13 7.34 6.07 4.38 2.43

ui/hi

1/12857 1/4557 1/2835 1/2130 1/1846 1/2037

–23–

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由上表3.15可知，水平风荷载作用下，框架的最大层间剪力出现在第2层位移角为1/1846<1/550,满足相关要求。 3.5.3 风荷载作用下框架结构内力计算

取②轴线一榀横向框架进行计算，按式VijDijsVi计算各柱的分配剪力，然后按

ijDjibu式MijVijyh和MijVij(1y)h计算其柱端弯矩，计算结果见表3.16.

表3.16风荷载作用下框架柱端弯矩计算

楼层 6

5 4 3 2 1

层高 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 4.95

Vi （KN）

D

i边柱

Di1 14949 14949 14949 14949 15954 16359

Vi1 4.12 11.88 19.00 25.22 31.10 39.82

中柱

y

(N /mm) 71128 71128 71128 71128 75308 72236

K

1.185 1.185 1.185 1.185 1.318 0.917

Mib1

5.34 17.53 30.78 41.76 55.98 124.18

Miu1

9.49 25.23 37.62 49.03 55.98 72.93

Di2 20615 20615 20615 20615 21700 19759

Vi2 5.68 16.39 26.20 34.78 42.31 48.10

K

2.107 2.107 2.107 2.107 2.344 1.630

y 0.41 0.45 0.46 0.50 0.50 0.59

Mib2

8.38 26.55 43.39 62.60 76.16 140.48

Miu2

12.06 32.45 50.93 62.60 76.16 97.62

19.588 56.541 90.389 119.986 146.817 175.847

0.36 0.41 0.45 0.46 0.50 0.63

lribibburu框架梁端弯矩按式MlrMi1,jMij和MblrMib1,jMij进行计算，然ibibibiblb后由平衡条件求出梁端弯矩，再由梁端剪力逐层计算柱轴力，计算过程见表3.17。框架柱端弯矩图、框架梁端弯矩图和框架梁端剪力和柱轴力分别见图3.7a、b、c。

表3.17风荷载作用下框架梁端弯矩、剪力、及柱轴力计算

楼层 6 5 4 3 2 1

边梁

lMb

中横梁 柱轴力

(KN.m) 9.49 30.57 55.15 79.81 97.74 128.91

l

边柱 中柱 MbMbr Vb Vb l

(KN.m) (m) (KN) (KN.m) (KN.m) (m) (KN) （KN） （KN）

6.78 6.3 -2.58 5.28 5.28 2.4 -4.40 -2.58 -1.82 22.97 6.3 -8.50 17.86 17.86 2.4 -14.88 -11.08 -8.20 43.58 6.3 -15.67 33.90 33.90 2.4 -28.25 -26.75 -20.78 59.62 6.3 -22.13 46.37 46.37 2.4 -38.64 -48.88 -37.29 78.05 6.3 -27.90 60.71 60.71 2.4 -50.59 -76.78 -59.98 97.74 6.3 -35.98 76.04 76.04 2.4 -63.67 -112.76 -87.37

Mbr

l

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图3.7a 框架柱弯矩图（KN·m） 图3.7b 框架梁弯矩图（KN·m）

图3.7c 框架梁端剪力及柱轴力图（KN）

–25–

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3.6 竖向荷载作用下框架结构内力分析

3.6.1 计算单元和计算简图的确定

仍取②号轴线横向框架计算，因为楼面的荷载呈均匀分布，故竖向荷载计算单元宽度可取两轴线中线间的距离。如图3.8所示。

图3.8 竖向荷载作用下横向框架计算单元

因为本结构的梁和板是现浇形式，且各个板区格是按照双向板计算，所以直接传给横梁的荷载是呈梯形分布（边横梁）或是呈三角形分布（中横梁），计算单元范围内的其它荷载通过纵梁以集中力的形式传给框架柱。除此之外，本设计中纵梁的梁轴线与框架柱的轴线不重合，在框架柱轴线上产生力矩，故在框架中还作用有集中力矩，如图3.8所示。横向框架的边横梁、中横梁以及墙体按均布荷载计算，竖向荷载作用下的横向框架计算简图如图3.9所示。

–26–

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图3.9a 恒载作用计算简图

图3.9b 活载作用计算简图

3.6.2 竖向荷载计算 (1)恒载计算 1）屋面恒载

如图3.10所示，q1、q1'代表横梁自重（已扣除板的重量），由表3.7可知

q14.09KN/m，q1'2.454KN/m

q2、q2'分别代表板重传递给横梁的梯形和三角形分布荷载峰值，由图3.8所示的

计算单元可知

q26.393.623.0KN/m，q2'6.392.415.34KN/m

p1、p2分别代表由边纵梁和中纵梁直接传递给框架柱的恒载，其包括了梁的自重、

楼板中和女儿墙重等的重力荷载。由图3.8可得

11A13.61.83.24m2，A22.76.31.88.1m2

2212A33.61.23.61.23.6m 21p16.392A1A227.40322.82225.41.27.2178.64KN

4–27–

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e10.50.30.1m，M1p1e117.86KNm 221p26.392A1A22A327.40322.822177.99KN

20.50.3e20.1m，M2p2e217.80KNm

22

图3.10 某层恒载作用示意图

2）楼面恒载 对于2～5层：

q14.093.083.60.613.33KN/m，q1'2.454KN/m

q23.393.612.204KN/m，q2'3.392.48.136KN/m

p13.392A1A227.4033.413.60.67.20.522.42.713.410.43.6813.083.60.556.32147.55KN413.080.43.6813.083.60.556.32194.20KN40.50.3e10.1m，M1e1p114.76KNm

220.50.3e20.1m，M2p2e219.42KNm

22对于第1层：

p23.392A1A22A327.4033.083.60.67.20.522.10.9

q14.7153.083.60.613.955KN/m，q1'2.454KN/m

q23.393.612.204KN/m，q2'3.392.48.136KN/m

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p13.392A1A231.1193.413.60.67.20.622.42.713.410.43.6813.083.60.556.32150.24KN4

p23.392A1A22A331.1193.083.60.67.20.622.10.913.080.43.6813.083.60.556.32196.99KN40.60.35e10.125m，M1e1p118.78KNm

220.60.35e20.125m，M2p2e224.62KNm

22（2）活荷载计算

如图3.11所示，q2、q2'为板面传给横梁的梯形和三角形分布荷载峰值，由图3.8所示的计算单元可知：

图3.11 某层活载作用示意图

1）屋面活载

q22.03.67.2KN/m q2'2.02.44.8KN/m

P12.02A1A229.16KN/m P22.02A1A22A343.56KN/m .

M1e1P10.129.162.92KNm M2e2P20.143.564.36KNm

2）楼面活载

q22.03.67.2KN/m q2'2.52.46.0KN/m

P12.02A1A229.16KN/m P22.02A1A22.52A347.16KN/m . 2～5层：

e10.1m，M1e1P10.129.162.92KNm e10.1m，M2e2P20.147.164.72KNm

第1层：

e10.125m，M1e1P10.12529.163.65KNm

–29–

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e10.125m，M2e2P20.12547.165.90KNm

根据以上计算结果，各层横向框架梁上的竖向荷载标准值见表3.18。框架梁上由荷载引起的剪力计算结果见表3.19。

表3.18 各层梁上竖向荷载标准值

恒 载

楼层

活 载

q1

q1'

2.454 2.454 2.454 2.454 2.454

q2

23.00 12.204 12.204 12.204 12.204 12.204

q2'

15.34 8.136 8.136 8.136 8.136 8.136

P1

178.64 147.55 147.55 147.55 147.55 150.24

P2

177.99 194.20 194.20 194.20 194.20 196.99

M1

17.86 14.76 14.76 14.76 14.76 18.78

M2

17.80 19.42 19.42 19.42 19.42 24.62

q2 q2'

7.2 7.2 7.2 7.2 7.2 7.2

4.8 6.0 6.0 6.0 6.0 6.0

P1

29.16 29.16 29.16 29.16 29.16 29.16

P2

43.56 47.16 47.16 47.16 47.16 47.16

M1 M2

2.92 2.92 2.92 2.92 2.92 3.65

4.36 4.72 4.72 4.72 4.72 5.90

6 5 4 3 2 1

4.09 13.33 13.33 13.33 13.33

13.955 2.454

表3.19框架梁上荷载引起的剪力

楼

层

AB跨

恒载作用 BC跨

AB跨 64.63 69.45 69.45 69.45 69.45 71.42 BC跨 12.15 7.83 7.83 7.83 7.83 7.83 活载作用

AB跨 BC跨 AB跨

BC跨 2.88

3.60 3.60 3.60 3.60 3.60 q1

q2

23.0 12.204 12.204 12.204 12.204 12.204 q1'

2.454 2.454 2.454 2.454 2.454 2.454 q2'

15.34 8.136 8.136 8.136 8.136 8.136 VAVB VBVC

q2

7.2 7.2 7.2 7.2 7.2 7.2 q2'

4.8 6.0 6.0 6.0 6.0 6.0 VAVB VBVC

16.2 16.2 16.2 16.2 16.2 16.2 6 4.09 5 13.33 4 13.33 3 13.33 2 13.33 1 13.955 3.6.3 内力计算

本设计中，由于结构以及荷载均有对称性，所以可以取对称轴一侧作为框架内力的计算对象，并且中间跨梁的支撑形式取竖向滑动支座，，如图3.12所示。采用弯矩二次分配法对杆端弯矩进行计算。对弯矩、剪力和轴力的正负符号规定如下:杆端弯矩以绕杆件顺时针方向旋转为正，节点弯矩以绕节点逆时针方向旋转为正；杆端剪力以绕杆件顺时针方向旋转为正；柱轴力以受压为正。 （1）计算杆端弯矩分配系数

图3.12中由于计算简图的中间跨梁的跨长是原来梁跨长的一半，所以其计算线刚度取为原来线刚度的2倍。下面则以第一层框架为例，说明杆端弯矩分配系数的计算方法和计算过程。其中SA、SB表示各杆端的转动刚度之和。

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第1层

SA44.3406.8736.3001010417.5131010Nmm/rad

SB44.3406.8736.300101024.9011010419.9641010Nmm/rad

A上柱4.346.8736.3AA0.248 下柱0.392 右梁0.360 17.51317.51317.5134.346.873BB上柱0.217 下柱0.344

19.96419.964B 左梁6.3B0.316 右梁19.9644.901219.964140.123

同理，其余各层的分配系数见图3.12和图3.13 （2）计算杆件固端弯矩

以第1层横向框架的边横梁和中横梁为例，说明杆件固端弯矩的计算方法。 恒载作用下 边横梁：MA111q1l2q2l21223 12123111.81.8 13.9556.3212.2046.3212

12126.36.3 80.872KNm 1515中横梁：MB1q1'l2q2'l22.4541.228.1361.223.619KNm

324324活载作用下 边横梁：MA11q2l21223 12311.81.8 7.26.3212

126.36.3 20.481KNm 55中横梁：MB1q2'l26.01.221.80KNm

2424（3）计算杆端弯矩

采用弯矩二次分配法来进行计算杆端弯矩。恒载作用下框架各层的弯矩分配及传递过程见图3.12，活载作用下框架各层的弯矩分配及传递过程见图3.13。

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图3.12恒载作用下框架弯矩二次分配过程 图3.13活载作用下框架弯矩二次分配过程

（4）梁端剪力及柱轴力计算

根据作用于框架梁上的荷载及框架梁端的弯矩，用平衡条件即可求得梁端剪力，将柱两侧的框架梁端剪力，节点集中力，及柱轴力叠加，既得框架柱轴力。 1）梁端剪力计算

恒载作用下，梁端弯矩引起的剪力计算：

AB跨：VAVB56.97466.708/6.31.545KN BC跨：VBVC11.18611.186/2.70KN 梁上荷载引起的剪力计算：

–32–

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111.8AB跨：VAVB4.096.3236.3164.634KN

226.3BC跨：VBVC12.4542.41115.342.412.148KN 222总剪力：

AB跨：VA64.6341.54563.089KN VB64.6341.54566.179KN

BC跨：VBVC12.148KN

活载作用下，梁端弯矩引起的剪力计算

AB跨：VAVB13.96317.387/6.30.543KN BC跨：VBVC3.053.05/2.40KN 梁上荷载引起的剪力计算：

11.8AB跨：VAVB7.26.3116.2KN

26.3BC跨：VBVC114.82.42.88KN 22总剪力：

AB跨：VA16.20.54315.657KN，VB16.20.54316.743KN BC跨：VBVC2.88KN 3）柱轴力计算

恒载作用下，第6层A柱的轴力：

U上端的柱轴力：NA178.6463.089241.729KN

b下端的柱轴力（计入柱自重）：NA241.72924.255265.984KN

第6层B柱的轴力：

U上端的柱轴力：NB177.9966.17912.148256.317KN

b下端的柱轴力（计入柱的自重）：NB256.31724.255280.572KN Ub活荷载作用下，第6层A柱的轴力：NANA29.1615.65744.817KN Ub第6层B柱的轴力： NBNB43.5616.7432.8863.183KN

其余各层框架梁端剪力及柱轴力的计算过程与计算结果见表3.20、表3.21、表3.22。恒荷载与活荷载作用下梁端剪力及柱轴力分别见图3.14、图3.15。

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表3.20 框架梁端弯矩及弯矩引起的剪力

楼层

AB跨

恒载 BC跨 -11.186 -6.296 -6.654 -6.654 -6.900 -6.909

AB跨 -1.545 -0.793 -0.879 -0.879 -0.919 -1.085

BC跨 0 0 0 0 0 0

AB跨

活载 BC跨 -3.050 -1.593 -1.703 -1.703 -1.770 -1.771

AB跨 -0.543 -0.282 -0.312 -0.312 -0.325 -0.383

BC跨 0 0 0 0 0 0

MA l MBrl VAVB VBVC MBMCMA l MBrl VAVB VBVC MBMC6 -56.974 66.708 5 -69.614 74.607 4 -68.151 73.689 3 -68.151 73.689 2 -67.274 73.062 1 -67.461 74.299

-13.963 17.387 -17.895 19.671 -17.425 19.391 -17.425 19.391 -17.175 19.220 -16.707 19.119

表3.21恒载作用下梁端剪力及柱轴力

荷载引起的剪力 弯矩引起的剪力

楼AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 层

VAVB VBVC VAVB VBVC

6 5 4 3 2 1

64.634 69.449 69.449 69.449 69.449 71.417

12.148 7.826 7.826 7.826 7.826 7.826

-1.545 -0.793 -0.879 -0.879 -0.919 -1.085

0 0 0 0 0 0

总剪力 AB跨 BC跨

VBVC VB VA

63.089 68.656 68.570 68.570 68.530 70.332

-66.179 -70.242 -70.328 -70.328 -70.368 -72.502

12.148 7.826 7.826 7.826 7.826 7.826

柱的轴力

A柱的轴力 B柱的轴力 N顶 N底 N顶 N底

241.729 482.190 722.565 962.940 1203.28 1448.10

265.98 506.45 746.82 987.20 1227.53 1496.69

256.32 552.84 849.45 1146.06 1442.71 1744.28

280.57 577.10 873.70 1170.31 1466.96 1792.87

表3.22活载作用下梁端剪力及柱轴力

荷载引起的剪力 弯矩引起的剪力

楼AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 层

VAVB VBVC VAVB VBVC 6 5 4 3 2 1

16.20 16.20 16.20 16.20 16.20 16.20

2.88 3.60 3.60 3.60 3.60 3.60

-0.543 -0.282 -0.312 -0.312 -0.325 -0.383

0 0 0 0 0 0

总剪力 AB跨 BC跨

VBVC VA VB 15.657 -16.743 15.918 -16.482 15.888 -16.512 15.888 -16.512

15.875 -16.525 15.817 -16.583

2.88 3.60 3.60 3.60 3.60 3.60

柱的轴力

A柱的轴力 B柱的轴力 N顶N底 N顶N底 44.817 89.894 134.942 179.990 225.025 270.002

63.183 130.425 197.700 264.972 332.257 399.600

–34–

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图3.14 恒载作用下框架弯矩图 图3.15 活载作用下框架弯矩图

（单位KN·m）

（单位KN·m）

3.7 内力组合

本设计以第1层的框架梁和框架柱内力组合为例，说明结构的内力组合方法和过程，其他楼层的内力组合过程从略，仅给出结果。

–35–

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3.7.1梁控制截面标准值计算 （1）恒载作用下

第1层AB跨梁A支座边缘处的内力：

MbMVb/289.64870.3320.3565.032KNm

VbVq1b/2q2/2b/270.33213.9550.3512.2041/20.35/1.80.35

65.032KN

第1层AB跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/266.71172.5020.344.96KNm

VbVq1b/2q2/2b/272.50213.9550.312.2041/20.3/1.80.3

68.010KN 第1层BC跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/26.9097.8260.34.561KNm

VbVq1'b/2q2'/2b/27.8262.4540.38.1361/20.3/1.20.3

6.785KN （2）活载作用下

第1层AB跨梁A支座边缘处的内力：

MbMVb/216.70715.8170.311.962KNm VbVq2/2b/215.8177.21/20.35/1.80.3515.572KN

第1层AB跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/219.11916.5830.314.144KNm

VbVq2'/2b/216.5837.21/20.3/1.80.316.403KN

第1层BC跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/21.7113.600.30.631KNm VbVq2'/2b/23.66.01/20.3/1.20.33.375KN

（3）地震作用下

第1层AB跨梁A支座边缘内力：

MbMVb/2281.0277.120.35254.028KNm VbV77.12KN

第1层AB跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/2204.8677.120.3181.724KNm

–36–

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VbV77.12KN

第1层BC跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/2159.37132.810.3119.527KNm VbV132.81KN

（4）风荷载作用下

第1层AB跨梁A支座边缘内力：

MbMVb/2128.9135.980.35116.317KNm VbV35.98KN

第1层AB跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/297.7435.980.386.946KNm VbV35.98KN

第1层BC跨梁B支座边缘处的内力：

MbMVb/276.0463.370.357.029KNm

VbV63.37KN

其它各层的计算结果见表3.23。 3.7.2 梁控制截面的内力组合

框架梁分别进行持久设计状况和地震设计状况的内力组合。

下面以第1层框架梁举例说明持久设计状况时，在1.2SGK1.4SWK1.40.7SQK或

1.0SGK1.4SWK1.40.7SQK组合项中各框架梁控制截面内力组合值的计算方法和计算

过程。各层框架梁端的控制截面内力组合值计算结果见表3.24。

左来风（）作用时，由表3.23可得框架梁各控制截面的弯矩和剪力组合值：

MA1.00.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.20.8(65.032)1.4116.3171.40.70.8(11.962)

（下部受拉） 91.035KNm

MBl1.20.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.20.844.961.486.9461.40.70.814.144

（上部受拉） 175.975KNm

-14.62 -14.62 -24.91 -31.33 -31.33 -56.67 -46.00 -46.00 -82.47 -61.14 -61.14 -107.5 -70.38 -70.38 -123.5 -77.12 -77.12 -132.8 地震内支座 力 表V –37–

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边 2 83 9257 8760749612座缘 076193M....58..3...支0432..5..0255320931183503175511702112心 中3295 08367036 7489205292908座线 M....4........3899.782789592支53205186621621192112 座8800087753340 5545586651169支V.............2248845582287-----11122232-------- 力内 5055 33888 载边 5443637815荷座缘 4384M8812682076114.........7...46.8648019644风支22153275309中 座线8 1274 9887765598637支心M4725981.............96502753399673215437549 8 7 51537 3743840 5659546846345V..77347347.47 56...4....6..缘11256.5635-113-11-1135-1边座支 4 3 64106 35333 330 00311094605602M.23956.28428. 0.....3.....3力1323501503501-1-1-1--1-1-1--内载活 53 2 2 4088081082 5 7781408508107 V6.68.6线..89850856..6..6...6.13513心112556.5-1-1-113-1中座 支3 6705 35 35 9859192135217M.3087549049013...6..37.37.1737.17..7..7-1-19-1-1911911-1--1-- 7 75528 4 4 731916816 628158V6.116020700709...0..0..0. 14.56.56.56.4缘661-1667-667-667-6边座支 2 0390709789 789 264590099M.114440060..030.1.162 1.82..1..1...7力40-5-5745645644-5--5--5--内载恒 99 2 7864608 8 81557260260 V016225327323线.....8..85.85366280.80..0..心6-1677-6778-6778-6中座 支4 64 1 7881765941941 901609185553M.7..62.66186646.19..8......5616466368364-6--7--7-6-7-6- 面 r lr 截AlBBABBAlr BBAlr BBA 楼层 6543 MBr1.00.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.00.84.5611.457.0291.40.70.8(0.631)

–38–

733930...274715112 612520...081948112 098959...705253--- 53276300...6181741 51907...8802761 0 042447.456..135-1 903876089...5011-1- 5 207501.686..135-1 007270277...9161-1- 4 212803.006..675-6 042743490...5455-6- 8 662323.830..770-7 208604696...3697-8- lr BBA 2 2375..198111 6783..490521 8793..5336-- 694290..6785 4470..7697 3 0547.36.13- 414316..401- 3 8050.66.13- 911117..911- 0 1508.78.66- 016695..444- 2 0652.82.77- 191079..666- lrBB 1 大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

（上部受拉） 75.697KNm VA1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.265.0321.435.981.40.715.572 42.927KN

VBl1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.268.0101.435.981.40.7(16.403) 148.059KN

VBr1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.26.7851.463.371.40.73.375

77.269KN

右来风（）作用时，由表3.23可得框架梁各控制截面的弯矩和剪力组合值：

MA1.20.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.20.8(65.032)1.4116.3171.40.70.8(11.962)

（上部受拉） 234.652KNm

MBl1.20.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.20.844.961.486.9461.40.70.814.144

（上部受拉） 67.474KNm

MBr1.20.8MGK1.4MWK1.40.70.8MQK

1.20.84.5611.457.0291.40.70.8(0.631)

（上部受拉） 83.984KNm VA1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.265.0321.435.981.40.715.572 143.671KN

VBl1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.268.0101.435.981.40.7(16.403) 47.315KN

VBr1.2VGK1.4VWK1.40.7VQK

1.26.7851.463.371.40.73.375

100.168KN

其它楼层的持久设计状况内力组合值见表3.24。

–39–

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以第1层框架梁举例说明地震设计状况时，在1.2SGE1.3SEK或1.0SGE1.3SEK组合项中框架梁各控制截面内力组合值的计算过程和计算方法。

端梁架框下左震（）作用时，由表3.23可得框架梁各控制截面的弯矩和剪力组合值：

REMA0.751.00.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.00.865.0320.50.811.9621.3254.028 205.070KNm（下部受拉）

REMBl0.751.20.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.20.844.960.50.814.1441.3181.724 214.644KNm（上部受拉）

REMBr0.751.00.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.00.84.5610.50.80.6311.3119.527 113.613KNm（下部受拉）

右震（）作用时，由表3.23可得框架梁各控制截面的弯矩和剪力组合值：

REMA0.751.20.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.20.865.0320.50.811.9621.3254.028 298.81KNm（上部受拉）

REMBl0.751.00.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.00.844.960.50.814.1441.3181.724 145.96KNm（下部受拉）

REMBr0.751.20.8MGK0.50.8MQK1.3MEK

0.751.20.84.5610.50.80.6311.3119.527 120.05KNm（上部受拉） 其它楼层的地震设计状况内力组合值见表3.25

× 9790669769763364V79178259259250244................. 82424024024025021K78188188188188-----18Q+S+7KG.S0 5733 3366634604604421.M.65.726576574706..............12407516355255251169-6--7-67-67-67-7----–40–

79.9 24.5- -86.31 59.65 久设计状况控制截面内大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

KWKS WS77..00←××44..11++KQKQSS44..11±±KGKGSS0 2..11或→ KQK QSS77..00←××44..11++KWKWSS44..11±±KGKGS S02..11或→ 力内载荷风 力内载活 力内载恒 截面 楼层 7 09V7..9645- 6 59M.48.14-3 6 4.V2.33091- 65 54M..8117-- 8 53V8..2099- 1 82M.99.59-4 1 36V6..5789- 50 01M..5736-- 88V55..22-- 54M81..86 52V56..5611- M46805...800-1 6 77V6..1466- M6 893.1.2.003-4 AlB 6 0 99740116..6..51.570461--4 271 205480...5.089.0-481 123 499.67..13211..14191--8 171 558420...6682..--960-1 257 2.114.5.6.204.521821-31 01 2.412.178.40..111733--321-- 0 01.6497805..0..918191--7 940 44180...72.216.2-2951--1- 0008745586.....48845---11-- 8554214812.....480412215 6 6946773.47..6..251135-1 63 81056..45711...-1200-1-1- 410 311700...0.156.51667-6 2647159648.....61530-4-4-4- r Alr BBA 5–41–

61 518..224.724--3 910541...388612 46 .418.414.118--7 3 .606110..168-12 6 235.3.4.4712-51 06539...3016141-- 17 .708.517.122--6 4 .97411.2.4134-3- 753621...582122--- 648682...964327 9 346.476..135-1 146267...2001-1- 8 703.006..675-6 961878...4304-4- lr BA 99 829..584.738--2 454812...464724 84 .694.624.122--7 6 .047921..134-24 2 275.8.5.2653-61 88377...2958-51-- 22 .367.322.144--5 4 .111034..171-47- 34 169...287232--- 217077...460539 9 345.476..135-1 147265...2001-1- 8 709.096..674-6 9 4868.7.4.7433-- lr BA 70 508..946.840--2 541895...745834 56 .380.536.134--6 1 .120553..125-34 0 207.6.7.3524-81 23749...4413372--- 35 .035.939.152--4 6 4.5046.6.1129-6- 998.597..205-53-- 862003...1867411 0 447.456..135-1 707075...2091-- 2 803.006..675-6 863390...4334-5- lr BA 1996..3895-- 3559..1194 94.29.3914-- 1 .8113.10-4 2 32..7040-1 7849..7368-- 17.28.4717-- 0 .0677.15-7 8796..6336-- 5390..6785 0 48.36.13- 2135..101- 1 09.78.66- 7596..533- lrBBB 4 B 3 B 2 B 1 大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

K←KEESS33..11±±EEGGSS02..11或 → 值合组 力EKS内面力截内制震控地端梁 架力 KQ框内S5下载.0况荷+KG状力S=计重EGS设震地 52力.3内表载活 力内载恒 面截 楼层 8412V..5371 M0 E12R.6γ218.-0 7886V..2049- M97E07Rγ..1427- 22 66V..4411-- 8707M..0453 4740V..9367- 8 91M.46.35-4 2 556V..5611- 46M058...80-10 7667V..1466- M6 893.1.2.030-4 AlB 6 68 1634..7086..39607 8467328..7..9285245-13--- 9 9 84912.4..6.051715-21-- 823 4.89.46.72.31196-4 13379336....41162335---- 61936.58.2..30932175 118 5082...7234.1778- 53 454587....7713-4-5- 696 7734...4256.113- 63 8105..45..1120-1-1- 410 1170...0156.1667- 26475964....6153-4-4- r AlrBB 5–42–

844.252..178129 7 896.508..840178--- 1 4321.7.7.123118-- 77 ..328815.311-7 007004...662448--- 174..315.518117 18 992..724.778- 9 198.906..404-5- 69 734..456.113- 6 714.260..120-1- 38 070..056.667- 1 896.870..443-4- lrBB 4 3 554.629..2161321 617462...083400211--- 419045...41541-11-- 27..442569.116-9 44511...7110661--- 061...402050211 18 992..724.778- 9 198.906..404-5- 69 734..456.113- 6 714.260..120-1- 38 070..056.667- 1988 ..604744.3-- lrBB 3 719.289..3031441 937182...808631211--- 496820...549152-11-- 40 0.2.4.7119211-1 88533...3002771--- 303...537371211 62 802..725.778- 2 110.433..404-5- 54 7.4.6451.1-3 7 570.070..120-1- 92 980..046.667- 4 886.397..343-4- lrBB 2 1 116.297..4631551 165890...850942211--- 255395...329263-11-- 166..54.013221-1 22811...2773771--- 075...419571211 21 827..426.778- 1 830.696..513-4- 70 548..356.113- 721535...910-1- 31 009..756.666- 3 075.962..553-3- lrBB 1B A A A A 大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

根据要求，取框架梁端截面组合的弯矩设计值和框架梁上的荷载设计值，有平衡条件确定框架梁跨中最大弯矩，相关值可根据表3.24和表3.25取用。

（1） AB框架梁框中最大正弯矩计算

如图3.16，按持久状况设计的左来风、右来风和地震设计状况的左震、右震分别求第1层AB跨框架梁跨中最大正弯矩：

（a）左来风 （b）右来风

图3.16 第1层AB框架梁跨中最大正弯矩计算

1）左来风（→）作用

对于1.2SGK1.4SWK1.40.7SQK组合，框架梁端弯矩取支座边缘处，故计算跨度取l=5.6m，a1=1.8-0.35=1.45m，由表3.24中的数据，可得梁A端及梁Bl端的弯矩组合值：

MA91.035KNm MBl175.975KNm

作用在框架梁上的均布荷载和梯形荷载设计值分别是：

q11.213.95516.746KNm q21.212.2041.40.77.221.701KNm

VAMAMBl1la1q1lq244.236KN l22如图3.16所示，假定框架梁跨中最大弯矩至梁A端的距离为x，则最大弯矩处剪力应满足

–43–

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VxVAq1xq2221.7012x44.23616.746xx0 2a121.45解得x=1.55m>1.45m，与初始假定不符，故所得x无效。 则最大弯矩处的剪力应满足:

1VxVAq1xq2a1q2xa10

2即

x2VAq2a1244.23621.7011.451.56m1.45m

2q1q2216.74621.701梁跨中的最大弯矩为：

11212MmaxMAVAxq1x2q2a1xa1q2xa1

22321 91.03544.2361.5616.7461.562

21221 21.7011.451.561.4521.7011.561.45

232 130.20KNm 2）右来风（）作用

对于1.2SGK1.4SWK1.40.7SQK组合，框架梁端弯矩取支座边缘处，由表3.24的数据，可得梁A端及梁Bl端的弯矩组合值：

MA234.653KNm MBl67.474KNm

作用于框架梁上的均布荷载和梯形荷载设计值分别是：

q11.213.95516.746KNm q21.212.2041.40.77.221.701KNm

VBMAMBl1la1q1lq237.967KN l22q2221.7012x37.96716.746xx0 2a121.45如图3.16，假定框架梁跨中最大弯矩至梁A端的距离x，则最大弯矩处剪力应满足 VxVBq1x解得x=1.396m<1.45m，与初始假定相符，所得x有效。 则跨中最大弯矩为：

111MmaxMBVBxq1x2q2xx

223–44–

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1167.47437.9671.39616.7461.396221.7011.3962

2637.838KNm

3）左震（）作用

由表3.24的有关数据，可得梁A端及梁Bl端的弯矩组合值：

MA205.07/0.75273.427KNm MBl214.644/0.75286.192KNm

作用在框架梁上的均布荷载和梯形荷载设计值分别是：

q11.213.95516.746KNm q11.2(12.2040.57.2)18.965KNm

VBMAMBl1la1q1lq213.691KN0 l22MmaxMA273.427KNm

所以x不会出现在梁AB跨中，梁跨中的最大正弯矩出现在支座边缘处，即

REMmaxREMA0.75273.427205.07KNm

4）右震（）作用

由表3.24的有关数据，可得梁A端及梁Bl端的弯矩组合值：

MA298.807/0.75398.409KNm MBl145.962/0.75194.615KNm

作用于框架梁上的均布荷载和梯形荷载设计值分别是：

q01.213.95516.746KNm q11.2(12.2040.57.2)18.965KNm

VBMAMBl1la1q1lq219.656KN0 l22MmaxMB194.615KNm

所以x不会出现在梁AB跨中，框架梁跨中的最大正弯矩出现在支座边缘处，即

REMmaxREMB0.75194.615145.962KNm

（2） BC框架梁框中最大正弯矩计算

如图3.17考虑到风荷载作用产生的内力远小于地震作用产生的内力，所以仅按地震设计状况的左震、右震分别求第1层框架梁BC跨跨中最大正弯矩。

1）左震（）作用

计算跨度为l=1.9m，a1=0.95m，由表3.24的有关数据，可得梁Br端及梁C端的弯矩组合值：

MBr113.613/0.75151.484KNm MC120.05/0.75160.067KNm

作用于框架梁上的均布荷载和三角形荷载设计值分别是：

–45–

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q11.22.4542.945KNm q11.2(8.1360.56.0)13.363KNm

VBr

MBrMCl1lq1lq2l154.829KN l24（a）左震 （b）右震

图3.17 BC框架梁跨中最大正弯矩计算

如图3.17所示，假定框架梁跨中最大弯矩至梁B端的距离x，则最大弯矩处剪力应满足

VxVBrq1xq2213.3632x154.8292.945xx0 2a120.95因为VBr154.829KN0，所以x不出现在梁BC跨中，梁跨中最大弯矩出现在Br

支座处，即

MmaxMBr151.484KNm

REMmaxREMBr0.75151.484113.613KNm

2) 右震（）作用

同理，VC154.8290，所以X不会出现在跨中，则有

MmaxMC151.484KNm

REMmaxREMC0.75151.484113.613KNm

各种荷载组合下的框架梁跨中最大正弯矩计算结果见表3.26。

–46–

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×4. K1Q+SK7GS.503.1 KWKWSS7 7..00←××44..11±±KQKQSS44..11++KGKGS0 S2..1→1或 值合 KQ组 SKQ7 面S.70←截.0×4制×.41控.+1KWS梁-KW4S.架411框±±-KKG GSS 6202..→.113或表 KES3 .1←±EGS0.1或KES3.1± EGS→2.1 面 截 楼层

7 999V7..182.784-1 7 333M.562..540-61- 7 0 99V7..196.455- 6 59 M.428.014.-30 5 4.1V2.3930.912-1 65 540M..581.176--- 58 283V2...20299-2 1 0 822M.9.9.4591-4- 31 60V6..957.899- 50 019M..457.362--- V 846ER121γ...538713 M0 8E167R.1.γ2.9802-- V 789ER868γ...206491-- M 97 ER078γ..414.277-1 AlrBB 支座 6 ——06 786.2——.24.880-1 0 66317572.6...4.735956-7- ——970640..——.751461-- 4071 .55482...50689.1--48 ——23 9.613——.11.911-- 5071 .55848...60682.1--96- ——57 .11.6——504.182-3 5114126.78..1..75073911-32- ——10 7.680——.10.819-- 8140 .64181...70516.11295--1 ——8 63470——.6..9607 3 68.2614278..4..078511-35- ——4014.2——.1.715215-- 7822 649.8...464732.81619-4 BC ABAlrBB 跨中支座 5–47–

——97 596.2——.24.880-1 8146011657.....90525716-7- ——161651..——.024472-- 4 9124254.60..5..38960161 ——4467.48.——.414811-- 9 23 .40.616.610.00.16116-1 ——26 423..3——54.1711-5 3120623.39..1..96301821-14- ——4175.78.——.117712-- 5104 232.9...113622.92113--3 ——844.25——2..178129 2899676.50..8..89840341-78- ——4321.7——.7.123118-- 7867 466.3...884925.941131-7 BC ABAlrBB 跨中支座 4 ———— 5271..0481 ———— 2 46.11.0611 ———— 06.17.0611 ———— 1821..1494 ———— 38.12.0414 ———— 9353..4377 ———— 8 53.32.2317 BCAB 跨中0.7SQK K 1.35SGK+1.4×.28 -65.64 V M V 82.59 8.89 72.56 -84.97 4.29 -5.70 10.26 — 80.75 —— — .59 18.54 —— -64.44 82.53 大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

4.57 71.74 -85.03 6.00 -6.02 10.26 — 83.28 —— — 24.18 —— .98 -79.61 82.44 3.91 59.65 -86.31 8.69 -5.42 9.97 — — 73.64 34.12 —— —— WKWSS7 7..00←××44..11±±KQKQSS44..11++KGKGS0 S2..1→1 或）表续（ KQ值 SKQ7 合S.70←组.0×4面×.41截.+1KWS制-KW4S.控411梁±±-KKG架GSS 20框..→11 6或2.3表 KES3 .1←±EGS0.1或KES3.1± EGS→2.1 面 截 楼层

43 0M1.82 1V4.87 0M1.82 5V.421 5 .M361- 0V5.26 7 4M.44- V 5ER.γ921 M5E.R0γ42- V 9ER5γ.5- M4E2R.γ461 A73-- 4581..4672 84.64.2412-- 6 .0791.13-2 2 27.85.65-6 8877..95-5- 22.37.2214-- 4 .1104.17-4 526..61231 63..830011- 04..414111-- 4 74.52.9619 lrBB 支座 3——8284-- 30454.92898....0347412483 ——9566.30.——.236713-- 5041 .92.13..051343.12412-3 ——50 .20.6——237.152-8 5 82323.49.0..1.24108837151--- ——6353.05.——.439515-- 0 16 .03.55..461816.15712--6 ——719.2.——9.3304141 64283.5...8.80806631192-11- ——4318...49——552111--- 7 407540.1.5.4.4.71166921191-1 BC ABAlrBB 跨中支座 2–48–

——0295-- 11135.55599....0251113494 ——8845.29.——.439614-- 9111 .55.88..111253.13410-4 ——72 .32..——3470140-1 16778.9.491.4..1337317268--- ——3179.28.——.247417-- 1640 .90.05..672317.17915--7 ——119.2.——7.3465151 82801.....0186031942112-11- ——2063...39——363211--- 01166.....715439101111221 BC lrABABB 跨中支座 1—— 28.10.1014 ———— 4 28.13.1014 ———— 29.35.1618 ———— 29.30.3618 ———— 96..534111 ———— 16..530121 BCAB 跨中大连中医药大学5#学生公寓建筑结构设计

3.7.3 柱控制截面内力组合

（1）持久设计状况

计算过程和计算结果见表3.27

表3.27a 持久设计状况下A柱控制截面内力组合

楼层 截面 SGK

SQK

11.05 44.82 -5.32 8.12 44.82 -5.32 6.86

SWK



1.35xSGK +0.7 x1.4SQK

63.62 370.25 -30.91 47.65 403.00 -30.91 41.09 739.05 -23.40 43.15 771.80 -23.40 43.15

1.2SGK1.4SWK1.40.7SQK

1.2SGK1.4SQK1.40.7SWK

或

1.0SGK1.4SWK1.40.7SQK

或1.0SGK1.4SQK1.40.7SWK



44.47 330.38 -22.29 35.76 359.49 -22.29 1.95 651.21 -4.60 14.60 680.32 -4.60 -13.52 961.87 4.85 -3.95 990.98 4.85 -29.50 1263.49 13.26 -18.22



71.04 337.61 -33.82 50.71 366.71 -33.82 72.60 682.24 -37.86 63.69 711.34 -37.86 91.81 1036.77 -48.35 82.24 1065.88 -48.35 107.79 1400.35 -57.36 98.70



54.43 350.65 -26.83 42.16 379.76 -26.83 18.96 695.17 -12.90 27.47 724.28 -12.90 10.59 1033.53 -7.48 16.34 1062.63 -7.48 1.01 1366.45 -2.58 8.30



70.37 354.99 -33.75 51.13 384.09 -33.75 61.35 713.79 -32.85 56.92 742.89 -32.85 73.79 1078.47 -39.40 68.05 1107.57 -39.40 83.38 1448.57 -44.95 78.45

上端 6

下端

M N V M N V M N V M N V M N V M N V M N V

39.11 241.73 -19.03 29.40 265.98 -19.03 25.46 482.19 -14.49 26.70 506.45 -14.49 26.70 722.57 -14.83 26.70 746.82 -14.83 26.70 962.94 -15.04 27.44

-9.49 -2.58 4.12 -5.34 -2.58 4.12 -25.23

上端 5

下端

89.89 -11.08 -3.92 7.25

11.88 -17.53

89.89 -11.08 -3.92 7.25

11.88 -37.62

上端 4

下端

134.94 -26.75 1107.71 -4.03 7.25

19.00 -30.78

-23.97 43.15

134.94 -26.75 1140.45 -4.03 7.25

19.00 -49.03

-23.97 43.15

上3 端

179.99 -48.88 1476.36 -4.09 7.46

25.22 -41.76

-24.31 44.36

下M

–49–

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端 N

V 上端 2

下端

M N V M N V M N V M N V

987.20 -15.04 25.08

179.99 -48.88 1509.10 -4.09 6.79

25.22 -55.98

-24.31 40.52

1292.59 13.26 -41.62 1556.96 23.15 -41.73 1586.07 23.15 -67.53 1844.46 45.27 -156.56 1902.77 45.27

1429.46 -57.36 115.13 1771.95 -63.93 115.01 1801.05 -63.93 136.68 2160.19 -66.23 191.14 2218.50 -66.23

1395.56 -2.58 -7.41 1694.47 4.16 -7.55 1723.58 4.16 -24.04 2021.01 22.17 -85.70 2079.31 22.17

1477.68 -44.95 86.63 1823.46 -48.09 86.50 1852.57 -48.09 98.49 2210.44 -44.73 122.92 2268.75 -44.73

1203.28 225.03 -76.78 1844.95 -13.92 25.02

-3.76 6.75

31.10 -55.98

-22.48 40.40

1227.53 225.03 -76.78 1877.69 -13.92 23.66

-3.76 6.31

31.10 -72.93

-22.48 38.12

上端 1

下端

1448.10 270.00 -112.76 2219.54 -7.17 11.83

-1.91

39.82

-11.55 19.06

3.16 -124.18

1496.69 270.00 -112.76 2285.13 -7.17

-1.91

39.82

-11.55

表3.27b 持久设计状况下A柱控制截面内力组合表

1.2SGK1.4SWK1.40.7SQK

楼层 截面 SGK

SQK

SWK



1.35xSGK

+0.7 x1.4SQK

或

1.0SGK1.4SWK1.40.7SQK1.2SGK1.4SQK1.40.7SWK

或1.0SGK1.4SQK1.40.7SWK

   

上端 6

下端

M -37.72 -9.98 -12.06 -60.71 -71.93 N 256.32 63.18 -1.82 407.95 366.95 V 17.16 4.50 5.68 27.57 32.95 M -24.05 -6.21 -8.38 -38.55 -46.68 N 280.57 63.18 -1.82 440.69 396.06 V 17.16 4.50 5.68 27.57 32.95 M -24.84 -7.15 -32.45 -40.54 -82.25 N 552.84 130.43 -8.20 874.15 779.74 V 13.01 3.54 16.39 21.03 42.02

-38.16 372.05 17.05 -23.21 401.15 17.05 8.61 802.70 -3.87 5.31

-69.37 394.51 31.66 -44.59 423.61 31.66 -67.08 839.12 34.33 -56.51

-49.11 397.57 22.12 -30.52 426.67 22.12 -12.56 852.89 6.80 -11.90

上5 端

下M -21.99 -5.59 -26.55 -35.16 -69.03

–50–

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端 N 577.10 130.43 -8.20 906.89 808.85

V 13.01 3.54 16.39 21.03 42.02 上端 4

下端

M -25.62 -7.39 -50.93 -41.82 -109.28 V 13.22 3.60 26.20 21.38 56.08 M -21.99 -5.59 -43.39 -35.16 -92.61 V 13.22 3.60 26.20 21.38 56.08 M -25.62 -7.39 -62.60 -41.82 -125.62 V 13.37 3.64 34.78 21.62 68.31 M -22.53 -5.73 -62.60 -36.03 -120.29 V 13.37 3.64 34.78 21.62 68.31 M -24.22 -7.01 -76.16 -39.56 -142.55 V 12.23 3.32 42.31 19.77 77.17 M -19.83 -4.93 -76.16 -31.60 -135.25 V 12.23 3.32 42.31 19.77 77.17

831.81 -3.87 33.32 -17.28 28.89 -17.28 49.66 -29.07 54.99 -29.07 70.70 -41.30 78.00 -41.30

868.22 34.33 -83.86 1278.66 42.92 -70.65 1307.77 42.92 -93.66 1714.91 50.36 -87.64 1744.01 50.36 -102.84 2146.03 54.86 -94.67 2175.13 54.86 -118.75 2579.19 51.54 -136.38 2637.49 51.54

882.00 6.80 1.70 1313.57 -1.10 2.24 1342.68 -1.10 11.50 1777.55 -8.07 17.53 1806.66 -8.07 25.11 2246.79 -16.22 33.28 2275.90 -16.22 45.25 2725.97 -29.27 99.63 2784.27 -29.27

N 849.45 197.70 -20.78 1340.50 1183.99 1242.18

N 873.70 197.70 -20.78 1373.25 1213.10 1271.28

上端 3

下端

N 1146.06 264.97 -37.29 1806.85 1582.74 1687.15

N 1170.31 264.97 -37.29 1839.60 1611.84 1716.25

上端 2

下端

N 1442.71 332.26 -59.98 2273.27 1972.89 2140.83

N 1466.96 332.26 -59.98 2306.01 2001.99 2169.94 M -22.94 -6.58 -97.62 -37.42 -170.65 102.69 N 1744.28 399.60 -87.37 2746.39 2362.43 2607.06 V 6.95 1.99 48.10 11.34 77.64

-57.04

M -11.47 -3.29 -140.48 -18.71 -213.66 179.68 N 1792.87 399.60 -87.37 2811.98 2420.73 2665.37 V 6.95 1.99 48.10 11.34 77.64

-57.04

上端 1

下端

（2）地震设计状况

A柱和B柱在地震设计状况下的截面内力组合值见表3.29和表3.30

–51–

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（3） 框架柱剪跨比和轴压比验算 计算和验算结果见表3.28

表3.28 框架柱剪跨比和轴压比验算

柱楼

号 层 6 5 A4 柱 3

2 1 6 5 B4 柱 3

2 1 b(mm) 500 500 500 500 500 600 500 500 500 500 500 600 h0(mm) 450 450 450 450 450 550 450 450 450 450 450 550 Fc 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 16.7 14.3 14.3 14.3 14.3 14.3 16.7 Mc 114.48 115.14 156.87 189.68 198.61 345.64 131.52 144.33 199.28 234.30 253.79 407.98 (N/mm2) (KN.m)

Vc 56.35 72.09 90.52 104.66 113.52 116.29 18.52 54.46 78.91 97.83 111.94 119.12 N(KN) 307.40 611.13 933.83 1276.21 1630.55 2022.46 298.79 595.99 878.82 1148.76 1409.98 1697.17 Mc/Vch0 N/fcbh 4.52 3.55 3.85 4.03 3.89 5.40 15.78 5.89 5.61 5.32 5.04 6.23 0.10 0.19 0.29 0.40 0.51 0.37 0.09 0.19 0.27 0.36 0.44 0.31 （4） 框架柱端控制截面组合的设计值调整 1) 框架柱端组合弯矩设计值

内力设计值是M1.2MGE1.3MEK,N1.2NGE1.3NEK。调整结果见表3.29和表3.30

2）框架柱端组合剪力设计值调整

可按式VvcMctMcb/Hn进行调整，调整结果见表3.29和表3.30。

–52–

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表3.29 地震设计状况下A柱控制截面内力组合的设计值及调整

楼层 截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb γRE(∑Mc=ηc∑Mb)

︱Mmax︱N NminM NmaxM

γREV=γREηVC(Mc+Mc/Hn

b

t

6

柱顶 M

→ ← → ← → ← → ←

-34.26

N

M -5.83 72.74

-25.22 245.13 114.48 283.14

柱底

N 269.39 307.40

M -74.76 132.54

柱顶

N

5

柱底 M

N

467.40 -54.49 491.66 586.87 115.14 611.13

0.80 85.23 -189.79

0.75 28.12 -109.47

-9.25

-118.59 183.80 -94.88 147.04 147.04 -94.88 41.09

-81.47

100.41 100.88 -27.41 196.11 -7.40 215.51 80.33 226.51 80.70 245.92 80.33 226.51 -27.41 196.11 63.62 370.25

80.70 -7.40 47.65

245.92 215.51 403.00

159.90 373.92 -65.17 393.33 469.50 127.92 488.90 469.50 127.92 488.90 373.92 -65.17 393.33 739.05 43.15 771.80

126.60

74.14

表3.29 地震设计状况下A柱控制截面内力组合的设计值及调整（续表）

楼层 截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb γRE(∑Mc=ηc∑Mb)

︱Mmax︱N NminM NmaxM

b

t

4

柱顶

→ ← → ←

→ -143.86

柱底

柱顶

3

柱底

M N M N M N M N -96.22 670.50 -96.22 694.76 -128.18 853.92 -127.34 878.17 156.87 909.57 156.87 933.83 188.83 1251.95 189.68 1276.21

0.80 150.22 -251.83

-140.85 218.22 -112.68 174.58 174.58 -112.68 43.15

555.80 747.06 747.06 555.80 1140.45

-187.64 262.69 -150.11 210.15 210.15 -150.11 43.15

0.80 218.99 -320.61 683.13 1001.56 1001.56 683.13 1476.36

-186.50 261.97 -149.20 209.58 209.58 -149.20 44.36

702.54 1020.97 1020.97 702.54 1509.10

← 217.85 → -115.09 536.40 ← 174.28 727.66

174.28 727.66 -115.09 536.40 43.15 1107.71

γREV=γREηVC(Mc+Mc/Hn 160.62 193.25

–53–

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表3.29 地震设计状况下A柱控制截面内力组合的设计值及调整（续表）

楼层 截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb γRE(∑Mc=ηc∑

Mb)

︱Mmax︱N NminM NmaxM

b

t

2

柱顶 M

N

M

柱底

N

M

柱顶

N

1

柱底 M

N

→ -141.73 1025.28 -141.81 1049.53 -168.30 1192.34 -318.82 1240.93 ← 198.69 1606.30 198.61 1630.55 221.93 1973.87 345.64 2022.46

0.80

→ ←

→ -207.58

262.72 -357.59

-187.55

-222.59

0.80 273.43 -398.41

-478.23

← 274.41 282.23 315.38 518.45 → -166.06 820.22 -150.04 839.63 -178.07 953.87 -382.59 992.74 ← 219.53 1285.04 225.79 1304.44 252.30 1579.10 414.76 1617.97

219.53 1285.04 225.79 1304.44 252.30 1579.10 414.76 1617.97 -166.06 820.22 -150.04 839.63 -178.07 953.87 -382.59 992.74 40.52 1844.95 40.40 1877.69 38.12 2219.54 19.06 2285.13

205.03

211.81

γREV=γREVC(Mc+Mc/Hn

表3.30 地震设计状况下B柱控制截面内力组合的设计值及调整

楼层 截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb γRE(∑Mc=ηc∑

Mb)

︱Mmax︱N NminM NmaxM

b

t

6

柱顶

柱底

柱顶

5

柱底

M N M N M N M N

→ -131.52 301.29 -88.87 325.54 -168.75 664.37 -144.33 688.63 ←

46.09 274.53 34.56

0.75

→ ←

122.99816 -39.91964

260.43 239.03 260.43 239.03 440.69

-227.86 144.54 -182.29 115.63 115.63 -182.29 -40.54

298.79 111.92 571.73 94.77 595.99

0.80 231.90377 -126.10834

-192.41 122.15 531.50 -153.93 550.90 457.39 97.72 476.79 531.50 97.72 550.90 457.39 -153.93 476.79 874.15 -35.16 906.89 -154.7987615

→ -110.10 -119.99 ← 34.22 44.63 → -88.08 241.03 -96.00 ← 27.38 219.63 35.70

27.38 241.03 35.70 -88.08 219.63 -96.00 -60.71 407.95 -38.55

-84.75160213

γREV=γREηVC(Mc+Mc/Hn

–54–

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表3.30 地震设计状况下B柱控制截面内力组合的设计值及调整（续表）

楼层 截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb γRE(∑Mc=ηc∑

Mb)

︱Mmax︱N

NminM

4

柱顶

柱底

柱顶

3

柱底

M N M N M N M N

→ -203.81 1042.03 -199.28 1066.28 -238.22 1432.58 -234.30 1456.84 ← 145.19 854.57 149.72 878.82 179.60 1124.51 183.52 1148.76

0.80 309.40426 -206.19962

0.80 385.70126 -282.49662

→ ← → ← → ←

-271.70 -263.53 -315.02 -308.77 187.15 192.65 231.10 236.08 -217.36 833.62 -210.82 853.03 -252.02 1146.06 -247.02 1165.47 149.72 683.66 154.12 703.06 184.88 899.61 188.86 919.01 149.72 833.62 154.12 853.03 184.88 1146.06 188.86 1165.47 -217.36 683.66 -210.82 703.06 -252.02 899.61 -247.02 919.01

NmaxM -41.82 1340.50 -35.16 1373.25 -41.82 1806.85 -36.03 1839.60

bt

γREV=γREηVC(Mc+Mc/Hn -197.1425459 -229.7641439

表3.30 地震设计状况下B柱控制截面内力组合的设计值及调整（续表）

2

柱顶 M

N

M

柱底

N

M

柱顶

N

M 1

柱底

N

楼层

截面 内力 柱端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK

γRE 梁端弯矩 1.2SGE±1.3SEK 或1.0SGE±1.3SEK ∑Mc=ηc∑Mb

→ -259.21 1831.94 -253.79 1856.20 -268.24 2239.58 -407.98 2288.17 ← 203.77 1385.73 209.20 1409.98 215.77 1648.58 381.75 1697.17

0.80

→ ← → ← → ←

433.57812 -332.13964

0.80 437.67582 -354.68214

γRE(∑Mc=ηc∑

Mb)

︱Mmax︱N NminM NmaxM

bt

γREV=γREηVC(Mc+Mc）

/Hn

-341.60 -319.17 -337.35 -611.97 262.13 261.89 270.13 572.62 -273.28 1465.55 -255.33 1484.96 -269.88 1791.67 -489.57 1830.54 209.71 1108.58 209.52 1127.99 216.10 1318.86 458.09 1357.73 209.71 1465.55 209.52 1484.96 216.10 1791.67 458.09 1830.54 -273.28 1108.58 -255.33 1127.99 -269.88 1318.86 -489.57 1357.73 -39.56 2273.27 -31.60 2306.01 -37.42 2746.39 -18.71 2811.98

-243.3810528

-349.6645322

–55–

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3.8 梁、板、柱截面设计及配筋计算

3.8.1梁截面设计及配筋计算 1.梁截面设计

本设计选取第1层进行计算。

材料选择：C35fc16.7N/mm2,ft1.57N/mm2，HRB400级钢筋fy360N/mm2，

HPB300级钢筋fy270N/mm2。 最不利内力选择，由内力组合表得： AB跨：

跨中截面：M205.07KNm 支座截面：

MA298.81KNm,MBl214.64KNmVA147.11KN,VBl162.95KN

BC跨：

跨中截面：M113.61KNm 支座截面：

M120.05KNmV153.96KN

（1） 框架梁正截面受弯承载力计算 AB跨梁：

恒载：q113.955KN/m,q212.204KN/m

16.36.31.82支座 V13.9556.312.20471.42KN

2211M71.423.1513.9553.15212.20422弯矩

1.8121.81.3512.2041.35123.20KNm32活载：q27.2KN/m

16.36.31.82支座 V7.216.2KN

2211.812弯矩 16.23.157.21.81.357.21.3531.83KNm

232–56–

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在1.2倍恒载+1.4倍活载作用下，框架梁跨中简支梁的弯矩是：

1M0/21.2123.201.431.8396.2KN/mM205.07KN/m

2故取M=205.07KN/m计算，按T型梁计算，as35mm,hf'100mm,ho565mm，

bf'2200mm。

1fcbf'hf'(h0hf'/2)1.016.72200100565100 2 1892.11KNm205.07KNm

所以按第1类T型截面计算。

M205.07106as0.0175 221fcbf'h01.016.72200565112s1120.01750.0177

As1fcbf'h03601.016.722000.01771020mm2

360因0.55ft/fy0.551.57/3600.00240.002

0.0024bh0.0024350600504mm2As，满足要求

实配钢筋418(As=1017mm2)

支座A：

M298.81KNm,As'1017mm2

sMfy'As'h0as'1fcbh0298.811063601017565350.0561

1.016.735056522as'0.1239 h0112s1120.05610.0578b0.518，M298.81106As1507mm2

fyh0as'36056535 实配钢筋422(As=1520mm2) 支座Bl:

M214.64KNm,As'1017mm2

M214.64106As1125mm2

fyh0as'36056535实配钢筋422(As=1520mm2)

–57–

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BC跨梁：

方法与以上AB梁计算相同，跨中截面As=478mm2,实际配筋418(As=1017mm2)；支座截面As=1042mm2，实际配筋422(As=1520mm2)，计算结果见表3.31 （2） 框架梁斜截面受剪承载力计算

因AB框架梁梁端剪力较小，故两边支座截面都按V=162.95KN来计算箍筋数量。 复核梁截面尺寸：

hw/b565/3501.614，属于一般梁 0.7ftbh00.71.57350565217.3KN162.95KN

故可按构造对AB跨梁进行受剪承载力配筋，配筋如下：加密区选择四肢8@100，非加密区选择双肢8@200，非加密区的配箍率是

50.341.570.2.874%0.280.163%

350200270sv满足要求。

同理BC跨框架梁截面亦按构造配筋，选择双肢8@100满跨布置。见表3.32

表3.31 1层框架梁控制截面纵筋计算结果

楼层 支1

座 跨

截面

M(KN·m)

计算配筋 As

As＇

2

实际配筋

As＇

As(mm) 422(1520) 422(1520) 422(1520) 418(1017) 418(1017)

As＇(mm) 418(1017) 418(1017) 418(1017)

-- --

2

(mm2) (mm2)

A -298.81 1507 Bl -214.64 1125 Br -120.05 1042 AB 205.07

1020 905

1020 1020 905 -- --

/As

ρ(%)

中 BC 113.61

表3.32 1层框架梁箍筋计算结果

楼层 1

截面 A、Bl Br

γREV（KN） 147.33 139.55

ASV/s -- --

梁端加密区 实配箍筋 四肢8@100 四肢8@100

非加密区 实配箍筋 四肢8@200 四肢8@200

–58–

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3.8.2 框架柱截面设计及配筋计算

(1)框架柱正截面受压承载力计算 本设计对第1层框架柱进行设计。

框架柱纵向钢筋采用HRB400级钢筋fyfy'360N/mm2,箍筋则采用

HPB300级钢筋fy270N/mm2，该层的混凝土等级为C35(fc16.7N/mm2，

ft1.57N/mm2)，取h0550mm。

从A柱内力组合表中选取最不利两组内力进行计算。

M1252.3KNmM119.06KNm第一组：M2414.76KN.m 第二组M238.12KN.m

N1617.97KNN2285.14KN框架柱计算长度取4.95m。 1）A柱第一组组合内力

1. 判断构件是否需要考虑附加弯矩

杆端弯矩比：

M1252.30.6080.9 M2414.76截面回转半径：i长细比：

h23600173.205mm 23lcM4.9528.5793412141.296 i173.205M2不需要考虑杆件挠曲变形的影响，取MM2414.76KNm 2.求ei、Nb，判断偏压类型

取as50mm,h0550mm,e020mm

eie0ea256.34620276.346mm0.3h00.3550165mm

N1617.97103x161.474bh00.518550284.9mm 1fcb1.016.7600该柱属于大偏心受压。 3.配筋计算

eeih/2as276.346600/250526.346mm

AsAs'Ne1fcbxh00.5x

fy'h0as'–59–

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1617.97103526.3461.016.7600161.4745500.5161.474 36055050

Asmin0.002bh0.002600600720As

513.105mm2每边选用纵向钢筋418AsAs'1017mm2。 截面总配筋率AsAs'210170.57%0.55%，满足要求。 2bh6002）A柱第二组组合内力

1. 判断构件是否需要考虑附加弯矩

杆端弯矩比：

M119.060.50.9 M238.12截面回转半径：i长细比：

h23600173.205mm 23lcM495028.5793412141.296 i173.205M2不需要考虑杆件挠曲变形的影响，取MM238.12KNm 2.求ei、Nb，判断偏压类型

取as50mm,h0550mm,e020mm

eie0ea16.6822036.682mm0.3h00.3550165mm

N2285.14103x228.058bh00.518550284.9mm 1fcb1.016.7600由以上计算可得，该组内力未使构件达到承载力使用极限状态，按照最小配筋率配筋，选用纵向受力钢筋418AsAs'1017mm2。

同理，按照以上办法，计算第一层B框架柱，计算结果见表3.33

表3.33 框架柱纵向钢筋计算结果列表（单侧配筋）

A柱

楼层 1 计算配筋

As 513.11 实际配筋 As＇ 418(As=1017) 计算配筋 As 983.84 B柱

实际配筋 As＇ 418(As=1017) –60–

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（2）框架柱斜截面承载力计算

有框架柱内力组合表可知，第1层A轴框架柱的最大剪力REV211.81KN，其对应的轴力是N2022.46KN，此为偏心受压柱，可用下面式子进行计算。

VA1.75ftbh0fyvsvh00.07N 1shwh0550mm hw/b550/6000.94.0

V211.81KN0.25cfcbh00.251.016.76005501377.8KN

验算框架柱的截面尺寸

框架柱的截面尺寸满足条件。 验算截面是否需要按计算配置箍筋

Hn49504.5,取=3 2h025501.751.75ftbh01.57600550226.67KN 1310.3fcA0.316.76006001803.6KNN2022.46KN

故取N1803.6KN。

1.751.75ftbh00.07N1.576005500.071803.6103352.9211.81 131可按构造配筋。选用井字复合箍筋，其中加密区采用48@100，非加密区采用

48@200。柱截面配筋图如3.18。

Asv450.31.0060.37 s200满足要求。

框架柱加密区体积配筋率

svminvfc/fyv0.0916.7/2700.56% 满足要求。

第一层框架柱B柱按上述方法计算可得，B

柱按构造配筋，加密区采用48@100， 图3.18 柱截面配筋图 非加密区采用48@200。

–61–

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3.8.3 板设计及配筋计算

以A、B区格板作为计算过程说明，区格板示意图如图3.19 1.荷载计算 恒载标准值计算：

瓷砖地面 0.55KN/m2 100mm厚钢筋砼板 250.12.5KN/m2 20mm厚混合砂浆天棚抹灰 170.020.34KN/m2 3.39KN/m2

恒载设计值： g3.391.34.068KN/m2 活载设计值： q2.01.32.3KN/m2 合计： pgq5.99KN/m2 2.按弹性理论设计

g'gq2.64.0685.368KN/m2 22q2.6q'1.3KN/m2

22pgq5.99KN/m2

图3.19 区格板示意图

–62–

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表3.34 区格板计算表

区格

A

3.48/6.25=0.56

B 345/6.25=0.55

l0x/l0y 计算简图

跨 内

2

2

mx μ=0

my μ=0.2

(0.0521×5.368+0.0889×1.3)×3.48

=4.79 kN·m/m

(0.0109×5.368+0.0221×1.3)×3.48

=1.06 kN·m/m

4.79+0.2×1.06 =50.1 kN·m/m 1.06+0.2×4.79 =2.02 kN·m/m

(0.0398×5.368+0.0892×1.3)×3.45

=3.92 kN·m/m

(0.0242×5.368+0.0610×1.3)×3.45

=2.49 kN·m/m

3.92+0.2×2.49 =4.42 kN·m/m 2.49+0.2×3.92 =3.27 kN·m/m

2 2

mx(μ) my(μ) 支 座

计算简图

2

2

mx， my， 0.111×5.99×3.48= 8.05kN·m/m 0.0783×5.99×3.48= 5.68 kN·m/m

20.0827×5.99×3.45= 5.89kN·m/m 0.057×5.99×3.45= 4.06 kN·m/m

2

15.684.064.87 2M求得跨内和支座弯矩，即可按照式子As算出相应的钢筋面积，板的有效高度

0.95fyhoA-B支座弯矩 My'h0x80mm,h0y70mm，计算结果见表3.35.

表3.35 双向板配筋计算表

截面

m/(kNm)

h0/mm

80 70 80 70 80

As/mm2 219 101 194 164 214

选配钢筋 8@200 8@200 8@200 8@200 8@200

实配面积/mm2

251 251 251 251 251

l0x方向

A区格

跨中

B区格

5.01 2.02 4.42 3.27 4.87

l0y方向

l0x方向 l0y方向

支座 A-B

–63–

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4 基础设计

本设计采用柱下独立基础，根据结构布置的对称性，只需对A、B轴的柱下基础进行设计计算。根据《基础规范》可知，本工程地基基础设计等级为丙级。由于本设计的框架结构不高于6层，且地基承载力特征值大于130kPa，所以不用进行地基变形验算。根据《建筑设计抗震规范》，本设计为不超过8层、24m以下的一般民用框架结构，可不进行天然地基及基础的抗震承载力验算，故本设计的框架柱底传给基础的内力均采用持久设计状态下的组合。根据《基础规范》的相关要求，本工程的设计如下：

4.1 基础设计资料

本设计采用柱下独立基础，拟设基础高度为0.8m，选用②号土层粉质粘土作为持力层，承载力特征值fak=200kPa，选择基础埋深1.5m。混凝土等级采用C25（fc=11.9N/mm2，ft=1.27N/ mm2）；纵筋采用HRB335级钢筋（fy=300N/ mm2）；箍筋采用HPB300级钢筋（fy=270N/ mm2）。

4.2基础顶面的柱底荷载选取

荷载标准值： A柱：Nk=1496.69kN，Mk=11.83kN·m，Vk=﹣7.17kN

B柱：Nk=1792.87kN，Mk=﹣11.47kN·m，Vk=6.95kN

荷载设计值： A柱：Nk=1945.7kN，Mk=15.38kN·m，Vk=﹣9.32kN

B柱：Nk=2330.73kN，Mk=﹣14.91kN·m，Vk=9.03kN

4.3 求地基承载力特征值

根据黏性土e=1.04，查表得b=0.3，d=1.5。 基底以上土的加权平均重度为：

m190.519.21.019.13KNm3

1.5持力层承载力特征值fa（先不考虑对基础宽度修正值）为

fafakdm(d0.5)2001.519.13(1.50.5)228.7KPa

上式d按室外地面算起。

4.4 初步选择基底尺寸

取柱底荷载标准值：FK1496.69KN,MK11.83KNm,VK7.17KN。

–64–

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计算基础和回填土重GK时的基础埋置深度为

1d=（1.51.95）=1.725m 2考虑荷载偏心，将基底面积初步增大20%,即：

A01.2FK1.21496.699.25m2

faGd228.7201.725取基底长短边之比nl/b1,于是

blA9.253.04m 取bl3.1m,因b=3.1m>3m,故fa需按下式做宽度修正。

fafakbb3dmd0.5

fa228.70.319.23.131.519.131.50.5

258.23Kpa

则修正后，基础底面积：

A01.2FK1.21496.698.03m2

faGd258.23201.725取基底长短边之比nl/b1,于是

blA8.032.83m 取bl2.9m，则Abl8.41m2。

4.5 验算持力层地基承载力

1）验算荷载偏心距 基础和回填土重为

GKGdA=201.7258.41=290.15KN Mk11.837.170.817.57KNm

偏心距

eMK17.57L0.00980.48 （满足要求）

FKGK1496.69290.156–65–

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2）验算基底最大压力Pkmax：

Pkmax=FKGK6e1496.69290.1560.0098（1)(1)216.77Kpa1.2fa309.88KPa满足要AL2.922.9求，故基底尺寸为2.9m2.9m。

4.6计算基底净反力设计值

取A轴柱底荷载效应基本组合设计值：

F1945.7KN,M15.38KN.m,V9.32KNF1945.7pj231.36kpabl2.92.9

静偏心距为

eoM15.389.320.80.012m F1945.7基础边缘处的最大和最小净反力为

maxpjjminF16eo1945.760.012()(1)237.10Kpa(225.61Kpa） lbl2.92.92.94.7基础高度的确定

1）柱边截面

取h800mm，h0755mm，则

bc2h00.620.7552.11b2.9m

2lacbbc因偏心受压，按式pjh0bho0.7hpftbch0h0计算时取pjmax。

2222该式左边：

2lacbbcpjmaxh0bho222222.90.62.90.6

237.100.7552.90.7552222234.60KN–66–

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该式右边：

0.7hpftbch0h0.71.012700.60.7550.755909.47KN234.60KN满足条件基础分两级，下阶h1=400mm，h01=355mm，取l1b11.45m。 2）变阶处截面

b12h011.4520.3552.16m2.9m

冲切力

2ll1bb1pjmaxh01bho1222222.91.452.91.45 237.100.3552.90.355

2222221.95KN抗冲切力

0.7hpftb1h01h010.71.012701.450.3550.355 564.65KN221.95KN符合要求。

4.8 配筋计算

1）计算基础框架方向的弯矩设计值 取Ⅰ﹣Ⅰ截面：

lacpjmaxpjmin2l2.90.6225.61237.10225.6122.9232.54kpa1pjmaxpjI2bbcpjmaxpjIblac2MI4812237.10232.5422.90.6237.10232.542.92.90.6 48332.71KNmpjIpjmin–67–

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M6AI332.7110sI0.9f7551632.13mm2

yh00.9300取Ⅲ﹣Ⅲ截面：

p2.91.45jIII=225.6122.9237.10225.61=234.23kpa

MIII148pjmaxpjIII2bb1pjmaxpjIIIbll12148237.10225.6122.91.45237.10234.232.92.91.452 147.31kNmAMIII0.9f147.31106sIII3551536.88mm2 yh010.9300比较

AsI和AsIII，应按AsI配筋，现于2.9

m宽度范围内配12@200A2S1696.5mm1536.88mm2。 2）计算另一方向的弯矩。 取Ⅱ﹣Ⅱ截面：

M1II24p2jbbc2lac124231.362.90.6222.90.6 326.37KNmAMII326.37106sII0.9f755121626.89mm2

yh00.9300取Ⅳ﹣Ⅳ截面：

M1IV24pbb2j12ll1124231.362.91.45222.91.45 146.94KNmAMIVsIV0.9f146.941060.9300355121586.65mm2 yh01现于2.9m宽度范围内配1512@200A2s＝1696.5mm>1586.65mm2。

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结 语

本次毕业设计的主要设计是对房屋建筑部分和结构部分进行设计。在建筑部分设计，本设计主要进行了一层和标准层平面图、建筑正立面图、建筑剖面图的设计，和门窗洞口、采光通风等方面的设计；结构部分主要进行了恒载、活载、风荷载和地震力的受力分析和内力组合等，然后通过受力情况，如梁端弯矩、梁端剪力、柱端弯矩。柱端剪力等，对结构构件进行截面选择或是验算校核，最终配置钢筋，使结构达到安全状态。然而一个安全的结构和一套正确的计算理论分不开的。

在设计过程中，应该保持一个严谨的心态，严格按照国家规范，合理选择结构构件的截面尺寸，在保证结构达到安全程度的前提下，应该做到不浪费材料。在计算过程中，我们应该细心认真的去对待数据，避免因为数据的事错乱而导致了计算结果的错误。误差在所难免，但是我们应该尽自己的所学和所能，最可能的减少失误。

毕业设计的最终计算结果，除了自己手算的结果外，还参照了PKPM软件进行的电算结果。如果手算和电算差别太大，则证明，计算过程中出现了很大的错误，应该重新整理自己的计算书，及时发现问题，从而解决问题。我们设计前，有必要参照一本正确或是合乎现行规范的参考书，以便我们能够按照正确的计算理论和有关规范进行毕业设计。然而我们应该如何避免计算结果的的失误的。首先我们应该足够的细心，不要在数据处理出现问题，毕业设计工程需要处理大批数据，我们只要差错一个，很有可能造成连锁反应，导致我们计算结果的失真；我们还应该有耐性，在计算过程中，我们经常需要到很多的计算规范，我们应该本着认真严谨的态度严格取值。只有我们的数据合乎规范，计算结果才回满足相关要求。

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参 考 文 献

[1]民用设计通则（GB50352-2005）北京：中国建筑工业出版社，2008. [2]建筑设计防火规范（GB50016-2012）北京：中国建筑工业出版社，2012. [3]混凝土设计规范[S]（GB50010-2010）北京：中国建筑工业出版社，2011 [4]建筑抗震设计规范[M]（GB50011-2010）北京：中国建筑工业出版社，2010． [5]建筑地基基础设计规范（GB50007-2011）北京：中国建筑工业出版社.2012 [6]建筑结构荷载规范[S]（GB5009-2012）北京：中国建筑工业出版社，2012． [7]宿舍建筑设计规范（JGJ67-2006）北京：中国建筑工业出版社，2006． [8]沈蒲生，梁兴文．混凝土结构设计[M]．北京：高等教育出版社，2008． [9]莫海鸿．杨小平，基础工程[M]．北京：中国建筑工业出版社，2008． [10]聂洪达，郄恩田，房屋建筑学[M]．北京：北京大学出版社，2010． [11]沈蒲生，梁兴文．混凝土结构设计原理[M]．北京：高等教育出版社，2012． [12]梁兴文，史庆轩. 土木工程专业毕业设计指导[M]．北京：科学出版社，1997． [13]白国良.荷载与结构设计方法.北京：高等教育出版社，2010.

[14]Tomlinson M J. Foundation Design and Construction Practice. Fourth Ed. E&FN Spon，an imprint of Chapma&hall, 1994

[15]Craig R F.Soil Mechanics.2nd Ed. Van Nostyand Reinhold Company，1987.

[16]. B S Smith, A Coull. Tall building structures:analysis and design [M]. New York:John Wiley & Son Inc,1991.

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致 谢

本次的毕业论文已经准备结束，通过了这个将近一个学期的奋斗与努力，我感到非常的高兴和激动。但是这个漫长的过程却是痛苦而快乐着!

此时此刻，能够成功的完成了毕业论文，我首先要感谢的是我的毕业论文导师徐老师，我们每一次开会，徐老师都对我们进行了悉心的教导，不仅给我们解释了很多的计算理论，还帮我们检查数据是否算错。除此之外，徐老师在我们失望沮丧之际，还不断鼓励我们继续加油，帮助我们一次次地冲过了难关。

在毕业设计过程中，我运用到了《基础工程》、《房屋建筑学》、《施工技术》、《混凝土设计原理》等等专业课知识，，当我着用老师们传授给我们的知识进行房屋设计的时候，我内心感到无比的自豪。再次我想所有教过我专业课的老师们数一声“谢谢”，是你们在课堂上不辞辛劳的教授，我才有了今天可以学以致用的知识！

设计是一个繁杂的过程，我们需要查阅大量的规范或是书籍，所以，图书馆在这段时间一直是我的还朋友，是它给我提供了一个安静的环境，让我能够静下心来完成我的毕业设计，他同时也给我提供了很多的知识，能让我在焦头烂额的时候，发现新的突破点。

时光飞逝，四年已经匆匆而过，我将离校我的母校，我将离开我敬爱的老师们，我可能也再没有机会再可以安逸地坐在图书馆看我想看的书。在这里我再次感谢你们，是你们让我有了能够腾飞的力量。

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