华中科技大学土木工程毕业设计计算书

'华中科技大学毕业设计论文-摘要在大学四年的学习生涯行将结束的时候，我拿到了这份设计任务书和相关数据资料，怀着期盼渴望的心情，开始了工作。本计算书是针对华中科技大学土木工程专业xxx级毕业设计：教学楼为五层现浇钢筋混凝土框架结构。长51.5m，宽25m，高27m。在“建筑设计”部分中，经过层层考虑选择最终方案，针对最终建筑方案，确定了其具体建筑构造、做法与材料。在“结构设计”部分中，首先按照要求选择一榀框架为本次手算的任务，明确其计算简图与各个计算参数；然后根据建筑做法确定其所受荷载，计算梁、柱、板与基础的内力；最后分别进行各构件的配筋计算。在“结构设计”部分中，穿插进行“PKPM”电算，以保证计算成果的可靠性。并达到同手算成果对比、分析的目的。关键词：毕业设计，多层厂房，框架，抗震设计，电算VI 华中科技大学毕业设计论文AbstractIgotthemissionbookandotherdataswhenmycampustimewouldgoby,andwithagoodandhopefulfeeling,Ihavestartedmywork.Thecalculationreportiswrittenforthegraduationdesignwhosenameis“XinHuaMiddleSchoolBuilding”.ThebuildingisreinforcementconcretestructurewithfivestoriesThelengthofthebuildingis58.5m,thewidthis18mandtheheightis21.45m.Intheprocessof“ArchitectureDesign”,Ideterminethedetailedconformationandthematerialofthebuilding.Intheprocessof“StructureDesign”,firstly,Ideterminedtobyhandanddeterminedthesketchandtheparametersoftheframe.Secondly,Ideterminedtheloadsontheframeandcalculatedtheinternalforcesofthebeams,secondbeam,theplanes,thecolumnsandthefoundations.Lastly,howmuchreinforcementisnecessarycanbedetermined.Intheprocessofthegraduationdesign,Imadeuseofthecomputerprogramnamed“PKPM”toauditingandanalysismyresultwhichwascalculatedbyhand.Keywords：Graduationdesign,SchoolBuilding,FamesAnti-seismicDesign,EarthquakeFunction.VI 华中科技大学毕业设计论文目录-摘要IAbstractII目录III1、工程概况与建筑设计71.1工程概况71.2建筑设计81.2.1建筑平面设计81.2.2建筑立面设计92、结构选型及结构布置102.1材料选择102.1.1混凝土强度等级102.1.2钢筋102.2板、梁、柱截面尺寸估算102.2.1板厚估算原则102.2.2板厚确定102.2.3梁尺寸估算原则102.2.4梁尺寸确定112.2.5柱截面尺寸估算112.3框架计算简图133、荷载计算143.1各构件自重计算143.2恒荷载计算163.3活荷载计算183.4风荷载计算193.5水平地震荷载计算213.5.1重力荷载代表值计算213.5.2梁柱刚度计算22VI 华中科技大学毕业设计论文3.5.3结构自振周期计算253.5.4横向地震作用计算263.6抗震变形验算274、轴框架内力计算294.1恒荷载作用下结构内力计算294.1.1计算杆端弯矩分配系数304.1.2计算杆件固端弯矩324.1.3采用弯矩二次分配法计算杆端弯矩324.1.4恒载作用下轴框架剪力计算334.1.5恒载作用下轴框架轴力计算354.2活荷载作用下结构内力计算374.3重力荷载代表值下结构内力计算444.4左风荷载作用下结构内力计算484.5水平地震荷载作用下结构内力计算535、内力组合575.1弯矩调幅575.2内力调整595.2.1竖向荷载内力调整605.2.2水平荷载内力调整615.3内力组合635.3.1框架梁内力组合635.3.2框架柱内力组合695.4地震作用效应调整745.4.1框架梁剪力调整745.4.2框架柱弯矩调整785.4.3框架柱剪力调整81VI 华中科技大学毕业设计论文6、框架截面设计826.1框架梁截面设计826.1.1跨中及支座截面底部钢筋计算836.1.2支座截面负筋计算856.1.3箍筋计算876.1.4构造要求886.2框架柱截面设计896.2.1框架柱弯矩、轴力汇总896.2.2纵筋计算926.2.3箍筋计算966.2.4构造要求996.3、框架平面内核心区抗震验算1007、部分板及次梁的设计1017.1.1荷载计算1027.1.2内力计算1037.1.3配筋计算1047.2次梁设计1087.2.1荷载计算1087.2.2内力计算1097.2.3配筋计算1098、楼梯设计1118.1踏步板设计（以一层一跑TB1楼梯计算为例）1118.1.1荷载计算1118.1.2截面设计1128.2楼梯斜梁计算1128.2.1荷载计算1128.2.2截面设计113VI 华中科技大学毕业设计论文8.3平台梁TL-1设计1158.3.1荷载计算1158.3.2截面设计1159、基础设计1179.1设计参数、资料、方法1179.1.1水文地质资料1179.1.2设计参数1179.2桩基设计1189.2.1桩基布置1189.2.2计算桩顶荷载设计值1189.2.3抗力验算1199.2.4承台梁设计12110、电算校核12210.1PKPM电算12210.1.1建筑模型与荷载输入12210.1.2楼面荷载传导计算12310.1.3PK计算第轴横向框架12410.2电算内力与手算内力对比分析12410.2.1恒荷载内力12410.2.2风荷载内力12611、总结12712、参考文献12813、致谢129VI 华中科技大学毕业设计论文1、工程概况与建筑设计1.1工程概况1：建筑地点及拟建基地平面：该工程位于某市干道旁。基地平面尺寸：60mX80m；2建筑面积和层数建筑面积：6000㎡左右，建筑层数：5层底层层高为5.4m，二层以上层高4.8m；3结构形式框架结构（柱网尺寸7.8米X7.8米）；屋盖和楼盖采用现浇钢筋混凝土楼盖；基础采用柱下独立基础或桩基础；4建筑技术条件（1）气象条件雪荷载：基本雪压为S0=0.40kN/m2（水平投影）；风荷载：全年主导风向为南风，基本风压为W0=0.35kN/m2；常年气温差值：40℃。最大降雨强度65.2mm/h，阵雨强度145mm/h。（2）工程地质条件场地位于某市交通干道傍，地质条件较为简单：场地相对完整、稳定，土层分布均匀。现将各地层特征及其分布规律自上而下分述如下:①素填土：平均厚度1.20米，由于为新近堆积的地层，具有孔隙比大、不均匀的特性，若不进行处理,此层不宜作为建(构)筑物天然地基持力层和下卧层。②粘土：平均厚度3.90米，硬塑状态，具中等压缩性，压缩模量Es=9.9Mpa，承载力特征值fak=240kPa，桩侧摩阻力系数qsa=25kPa为较好基础持力层。133 华中科技大学毕业设计论文③粘土：平均厚度4.20米，软塑状态，软弱下卧层，承载力特征值fak=180kPa，力学强度低，不能用作基础持力层，桩侧摩阻力系数qsa=12kPa。④粉质粘土：平均厚度2.40米，分布较广泛，且连续。硬塑状态，具中等压缩性，压缩模量Es=11Mpa，桩侧摩阻力系数qsa=24kPa。⑤泥岩：强风化层，风化层较厚，桩侧摩阻力系数qsa=28kPa可作为桩端持力层，桩端阻力系数qpa=1200kPa。常年地下水埋深为地面以下2.0m，以上各岩土层对混凝土均无腐蚀性,对混凝土中的钢筋亦无腐蚀性，对钢结构具弱腐蚀性。（3）建筑地点冰冻深度　　冰冻深度：室外天然地面以下300mm。（4）建筑场地类别：　　二类场地土，不考虑地下水影响，地面粗糙度B类。（5）地震设防烈度抗震按7度设防。设计基本地震加速度值为0.1g1.2建筑设计本建筑依据其功能要求设计成五层的框架结构，建筑总高28.5m,建筑物左右上下均对称，平面详细情况见建筑物的平面图。每层建筑面积为：1026，总计建筑面积为5230。功能布置依据所给出的建筑功能和相关规范要求，具体设计如下：1.2.1建筑平面设计1、本厂房共五层，除第一层层高5.4米和塔楼层高3.6m外，每层层高为4.8m；2、本建筑坐北朝南，采用两端式，但是外墙采用大面积的窗户，采光、通风条件很好；3、底层左侧为门厅，大门设置了两扇双开玻璃门，其他的均为大面积玻璃，门厅为玻璃幕墙，采光效果好，起到了吸引人流导向的作用；4、本方案交通组合简洁明了，共设两个楼梯，不管是哪个方向的人流，133 华中科技大学毕业设计论文都可以找到最近的楼梯上楼，两部楼梯布置的位置恰当，使用方便，便于人群疏散，满足防火要求；5、由于本建筑属一般多层房屋，采用框架结构，受力合理，即能提供较大灵活布置的建筑空间；6、为满足走道的采光要求，在走廊两端玻璃窗，即增加立面美观，又达到采光通风的效果。7、作为工业厂房，本建筑柱子少，能满足厂房对空间的功能需求综上，该方案满足了建筑功能要求，符合相关政策、法规、规定，造型美观大方，是比较合适的。根据功能需求确定办公室尺寸以后，借助绘图软件，结合心中的初步方案，尝试将各个功能的房间组合成为建筑平面，总平面图考虑基础布置的要求和抗震要求设计为矩形。8屋顶为上人上人屋面，屋面排水采用外天沟排水。1.2.2建筑立面设计建筑立面设计偏重于对建筑物的各个立面以及其外表面上所有的构件，例如门窗、雨篷、遮阳、暴露的梁、柱等等的形式、比例关系和表面的装饰效果等进行仔细的推敲。在设计时，通常是根据初步确定的建筑内部空间组合的平、剖关系，例如房间的大小和层高、构部件的构成关系和断面尺寸、适合开门窗的位置等等，先绘制出各个立面的基本轮廓，作为下一步调整的基础，然后再对特殊部位，例如出入口等重点的处理。考虑到方便结构设计，除楼梯处的柱子内测与墙平行外，其他柱子不做移动。计算时柱子没有偏心。133 华中科技大学毕业设计论文2、结构选型及结构布置采用钢筋混凝土现浇框架结构，7度抗震设防，场地为二类二组，本框架的抗震等级为二级,采用横向框架承重。具体构件尺寸及板、梁、柱布置方案参见结构布置图。2.1材料选择框架梁、板、柱均采用现浇钢筋混凝土构件。 内外填充墙：采用250mm厚水泥空心砖砌筑。2.1.1混凝土强度等级板、梁,柱C40：基础C30：2.1.2钢筋柱、梁、基础中的主要受力钢筋采用HRB335：板钢筋、箍筋以及其他构造钢筋采用HPB330：fy=fy"=270N/mm22.2板、梁、柱截面尺寸估算2.2.1板厚估算原则所有楼板均为现浇双向板。板厚一般最少为板的短向跨度的1/30，板的短边跨度为3.9m，双向板最小厚度不小于130mm。故统一选取板厚为130mm。2.2.2板厚确定确定楼板厚为130mm，卫生间楼板130mm,且降低50mm施工，使卫生间结构板层低于50mm.2.2.3梁尺寸估算原则通过式，进行估算133 华中科技大学毕业设计论文2.2.4梁尺寸确定1、框架梁横向主梁:, 取,取纵向主梁：纵向主梁跨度为7.8m。取取2、次梁纵向次梁：跨度为7.8m，取取2.2.5柱截面尺寸估算对于框架柱，柱截面的高与宽一般不小于（1/15～1/20）层高，柱截面宽度不宜小于350mm，柱截面高度不宜小于400mm，同时按轴压比估算框架柱尺寸，其中，所有边柱，角柱，中柱均按荷载较大位置计算：，其中－分项系数，取1.2－单位面积重量，取12~14－柱的承载楼层面积，本方案中负载面积为7.8×7.8133 华中科技大学毕业设计论文－截面以上的楼层数，以底层计算，取5－边角柱轴向力增大系数，一级、二级抗震设计角柱为1.3，其余情况1.0。本设计考虑7度抗震设防，结构总高大于24m，由《混凝土抗震设计规范GB50010-2010》表11.1.4可查得本结构抗震等级为二级，故取－由于水平力的轴力增大系数：非抗震、6度及7度抗震设计，＝1.058；8度抗震设计，＝1.1；9度抗震设计，＝1.2－柱轴压比限值，由《建筑抗震设计规范GB50011-2010》表6.3.7可查得－柱混凝土强度等级为C40， Nc=1.2×14×60.84×5×1.3×1.058=7029.06kNAc≥NcuNfc=7029.06×10000.75×19.1=490685mm2 统一选取柱截面为700×700mm基础选用桩基础，基础顶面距室外地面为900mm。133 华中科技大学毕业设计论文2.3框架计算简图取编号框架进行计算。以框架柱的几何中心轴线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板顶即梁顶面，梁跨度为柱几何中心轴线距离，二~五层层高为4.8m。一层柱高度从基础顶面取至一层板顶，即h1＝5.4+0.3+0.90＝6.6，计算简图如下133 华中科技大学毕业设计论文3、荷载计算3.1各构件自重计算3.1.1屋面、楼面自重（1）屋面及楼面的永久荷载标准值屋面（上人）：30mm厚细石混凝土保护层24×0.03=0.72kN/m2三毡四油防水层0.40kN/m220mm厚水泥砂浆找平层24×0.02=0.40kN/m2150mm水泥蛭石保温层5×0.15=0.75kN/m2130mm厚钢筋混凝土板25×0.13=3.25kN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.20kN/m2小计5.72（2）1~4层楼面：瓷砖地面（包括水泥粗砂打底）0.55130mm厚钢筋混凝土板25×0.13=3.25kN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.20kN/m2小计4.00（3）屋面及楼面的可变荷载标准值上人屋面均布活荷载标准值2.0工业生产车间楼面活荷载标准值（板跨，主梁）3.0工业生产车间楼面活荷载标准值（次梁）4.0屋面雪荷载标准值sk=uγ∙s0=1.0×0.35=0.35kN/mm式中—屋面积雪分布系数，取1.0。133 华中科技大学毕业设计论文3.1.2填充墙、女儿墙、门窗等自重内墙为250mm厚水泥空心砖（9.6），两侧均为20mm厚抹灰（17），则墙面单位面积重力荷载为9.6×0.25+17×0.02×2=3.08kN/m2外墙亦为250mm厚水泥空心砖，外墙面贴瓷砖（0.5），内墙面为20mm厚抹灰（0.34），则外墙面单位面积重力荷载为9.6×0.25+0.5+0.34=3.24kN/m2女儿墙为240mm厚粘土实心砖，外墙面贴瓷砖，内墙面为20mm厚抹灰，单位面积重力荷载为19×0.24+0.5+17×0.02=5.4kN/m2外墙窗单位面积重量为0.4。3.1.3框架梁、柱自重梁、柱可根据截面尺寸、材料容重等计算出单位长度的重力荷载，因计算楼、屋面的永久荷载时，已考虑了板的自重，故在计算梁的自重时，应从梁截面高度重减去板的厚度，且只考虑梁两侧抹灰的重量。梁、柱单位长度的重力荷载计算如下：主梁0.3×0.57×25+0.57×0.02×17×2=4.66kN/m纵向次梁0.25×0.42×25+0.42×0.02×17×2=2.91kN/m柱0.7×0.7×25+0.7×4×0.02×17=13.2kN/m1层梁、柱净长度计算如下：横向主梁ln=7.8m柱ln=6.6m2~5层梁、柱净长度计算如下：横向主梁ln=7.8m柱ln=4.8m133 华中科技大学毕业设计论文框架梁、柱重力荷载标准值楼层构件1主梁0.30.7254.667.836.35次梁0.250.55252.917.822.70柱0.70.72513.26.687.122~5主梁0.30.7254.667.836.35次梁0.250.55252.917.822.70柱0.70.72513.24.863.363.2恒荷载计算(一)计算单元及计算简图133 华中科技大学毕业设计论文(二)屋面恒载、为横梁自重（扣除板自重），为板自重传给横梁的三角分布荷载峰值、、、、是通过纵梁传给柱的板自重、纵梁自重、女儿墙（纵墙）自重、挑檐（外挑阳台）等自重产生的集中荷载和集中力矩。本工程框架结构的外纵梁中心线与柱中心线齐平，内纵梁走道一侧与柱的走道一侧齐平，无挑檐和外挑阳台，故不考虑挑檐和外挑阳台自重产生的集中荷载和集中力矩。(三)楼面荷载包括横梁自重（扣除板自重）1到4层：，133 华中科技大学毕业设计论文3.3活荷载计算（一）计算单元及计算简图（二）楼面活荷载（三）屋面活荷载（三）屋面雪荷载133 华中科技大学毕业设计论文3.4风荷载计算风荷载标准值按式计算，式中—高度z处的阵风系数通过查表确定。基本风压ω0=0.35KN/m，风载体型系数。因H=21.45m<30m所以不考虑风振系数，直接取。取轴一榀横向框架计算，则沿屋面高度的分布荷载标准值为的计算结果见下表：沿屋面高度风荷载标准值层次女儿墙271.3694.859525.81.3494.7884211.2674.497316.21.1664.138211.41.0393.68716.61.0003.549沿框架结构高度的分布如下图：133 华中科技大学毕业设计论文内力及侧移计算时，可按静力等效原理将分布风荷载转换成节点集中荷载，各层的集中荷载计算如下图所示：各层的集中荷载133 华中科技大学毕业设计论文3.5水平地震荷载计算3.5.1重力荷载代表值计算顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%屋面雪荷载（据“荷载规范”，不计入屋面活载，计入雪荷载），纵、横梁自重，次梁重，半层柱自重，半层纵、横墙体自重。中间层重力荷载代表值包括：楼面恒载，50%楼面均布活荷载，纵、横梁自重，次梁重，楼面上下各半层柱及纵、横墙体自重。实际计算取⑦轴框架进行计算。恒载＋0.5×活载1：第5层重力荷载代表值G5=5.72×（51×23.4-3.6×3.9-5.1×3.6）+0.35×（51×23.4-3.6×3.9-5.1×3.6）÷2+4.66×7.8×21+2.91×（30×7.8+4.8×4+3.6×6）+13.2×（4.8÷2）×36+3.24×（51×2+23.4×2）×（4.8÷2）+3.08×（4.8×4.8+7.8×4.8×3+4.8×3.6×4+3.9×4.8+3.3×2×4.8)+5.4×(51×2+23.4)×1.2=12302.24KN2、第4层重力荷载代表值G4=4.00×（51×23.4-3.6×3.9-5.1×3.6×2）+4.66×7.8×21+2.91×（30×7.8+4.8×4+3.6×6）+13.2×4.8×36+3.24×（51×2+23.4×2）×4.8+3.08×（4.8×4.8+7.8×4.8×3+4.8×3.6×4+3.9×4.8+3.3×2×4.8)=11513.66KN3、第3层重力荷载代表值：G3=G4=11513.66KN,第2层重力荷载代表值：G2=G4=11513.66KN4、第1层重力荷载代表值G4=4.00×（51×23.4-3.6×3.9-5.1×3.6×2）+4.66×7.8×21+2.91×（30×7.8+4.8×4+3.6×6）+13.2×4.8×36÷2+3.24×（51×2+23.4×2）×6.6+3.08×（4.8×6.6+7.8×6.6×3+4.8×6.6×5+3.9×6.6+3.3×2×6.6)+13.2×6.6×36÷2+7.8×6.6×2=12127.08KN133 华中科技大学毕业设计论文3.5.2梁柱刚度计算（一）框架梁、柱线刚度计算框架柱：（700mm×700mm，C40，）I=112bchc3=112×700×7003=2.0×1010mm42到5层：i=EcIh=3.15×104×2.0×10104800=13.13×1010mm4EI=3.15×104×2.0×1010=6.3×1014N.mm2EA=3.15×104×7002=1.544×1010N.mm2底层：i=EcIh=3.15×104×2.0×10106600=9.55×1010mm4EI=3.15×104×2.0×1010=6.3×1014N.mm2EA=3.15×104×7002=1.544×1010N.mm2在计算框架梁截面惯性矩I时应考虑到楼板的影响。对现浇楼盖，中框架取，边框架取。1到5层：边跨梁：（700mm×300mm，C40，）I=1.512bchc3=1.512×300×7003=12.86×109mm4i=EcIl=3.00×104×12.86×1097800=4.95×1010mm4EI=3.15×104×12.86×109=3.859×1014N.mm2EA=3.15×104×300×700=6.3×109N.mm2中跨梁：（700mm×300mm，C40，）133 华中科技大学毕业设计论文I=212bchc3=43×12.86×109=17.15×109mm4i=EcIl=3.15×104×17.15×1097800=6.60×1010mm4EI=3.15×104×17.15×109=5.15×1014N.mm2EA=3.15×104×300×700=6.3×109N.mm2EA=3.15×104×250×550=4.125×109N.mm2梁线刚度楼层b×h(mm)计算跨度（mm）中跨截面惯性矩边跨截面惯性矩i中跨=2EcIli边跨=1.5EcIl1~5300×700780017.15×10912.86×1096.6×10104.95×1010柱线刚度楼层层高（mm）()b×h(mm)2~54800700×7002.0×101013.13×101016600700×7002.0×10109.55×1010（二）框架柱侧向刚度计算柱侧向刚度按式D=αc12ich2计算，式中-柱的侧向刚度修正系数，它反映了节点转动降低了柱的侧向刚度，而节点转动的大小则取决于对节点转动的约束程度。首层αc=0.5+K2+K，中间层αc=K2+K，记梁的线刚度是il,柱的线刚度是ic记il12表示第1层，从左到右第2根梁的线刚度第一层边柱K=i11li11c=4.959.55=0.518αc=0.5+K2+K=0.5+0.5182+0.518=0.404D11=αc12ich2=0.404×12×9.55×101066002=10628N/mm133 华中科技大学毕业设计论文第一层中柱K=i11l+i12li2c=6.6+4.959.55=1.209αc=0.5+K2+K=0.5+1.2092+1.209=0.533D12=αc12ich2=0.533×12×9.55×101066002=14022N/mm第一层一榀横向中框架的总刚度为D1=(10628+14022)×2=49300N/mm二层及以上侧向刚度都相同。第二层边柱K=ib2ic=2×4.952×13.13=0.377αc=K2+K=0.3772+0.377=0.159D21=αc12ich2=0.159×12×13.13×101048002=10873N/mm第二层中柱：K=ib2ic=2×（6.6+4.95）2×13.13=0.880αc=K2+K=0.8802+0.880=0.306D22=αc12ich2=0.306×12×13.13×101048002=20926N/mm一榀横向中框架的总侧向刚度为：D2=（10873+20926）×2=63598N/mm各层柱侧向刚度D值（）133 华中科技大学毕业设计论文层次层高（mm）边柱中柱513.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598413.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598313.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598213.1348000.3770.159108730.8800.306209266359819.5566000.5180.404106281.2090.53314022493003.5.3结构自振周期计算将个楼层的重力荷载当作水平力产生的楼层剪力为V5=G5=12302.24KNV4=G5+G4=23815.9KNV3=G5+G4+G3=35329.56KNV2=G5+G4+G3+G2=46843.22KNV1=G5+G4+G3+G2+G1=58970.3KN将楼层重力荷载当作水平力所产生的楼层间相对水平位移为∆u1=V1D1=58970.39×49300=0.133m∆u2=V2D2=46843.2263598×9=0.082m∆u3=V3D3=35329.5663598×9=0.062m∆u4=V4D4=23815.963598×9=0.042m∆u5=V5D5=12302.2463598×9=0.021m各层水平位移是：u1=∆u1=0.133mu2=u1+∆u2=0.133+0.082=0.215mu3=u2+∆u3=0.215+0.062=0.277mu4=u3+∆u4=0.277+0.042=0.319mu5=u4+∆u5=0.319+0.021=0.340m求基本周期（考虑填充墙，楼板的作用，对计算周期进行折减，乘以系数0.5）133 华中科技大学毕业设计论文T1=2×0.5×i=1nG1ui2i=1nG1ui=0.528s3.5.4横向地震作用计算由任务书可知，本设计院大楼设计地震分组为Ⅱ类二组，查表《建筑抗震设计规范》表5.1.4-2得特征周期，上部结构按7度设防设计，多遇地震下水平地震影响系数最大值。此建筑高度不超过40m，质量和刚度分布比较均匀，采用底部剪力法进行计算。又有T1=0.528<1.4Tg，因此不需考虑顶点附加地震作用。等效重力荷载结构水平地震作用质点i的水平地震作用为F5=GiHiGiHiFEK=12302.24×25.812302.24×25.8+11513.66×21+16.2+11.4+12127.08×6.6FEK=645.90KNF4=11513.66×21GiHiFEK=0.253FEK=492.21KNF3=11513.66×16.2GiHiFEK=0.195FEK=379.37KNF2=11513.66×11.4GiHiFEK=0.137FEK=266.53KNF1=12127.08×6.6957000FEK=0.083FEK=161.48KN133 华中科技大学毕业设计论文对④轴框架所受到的力为1/9F5=645.909=71.77KNF4=492.219=54.69KNF3=379.379=42.15KNF2=266.539=29.61KNF1=161.489=17.94KN3.6抗震变形验算由《抗震规范》可知，各类结构应进行多遇地震作用下的抗震变形验算，楼层间最大的弹性层间位移应符合下式要求：,133 华中科技大学毕业设计论文底部剪力V5=F5=645.90KNV4=F4+V5=1138.11KNV3=V4+F3=1138.11+379.37=1517.48KNV2=V3+F2=1784KNV1=1945.49KN层间相对位移u5=V5D5=645.9063958×9=0.00112mu4=V4D4=1138.1163958×9=0.00198mu3=V3D3=1517.4863958×9=0.00264mu2=V2D2=178463958×9=0.00310mu1=V1D1=1945.4949300×9=0.00438m验算:θ5=u5h5=0.001124.8=14285<1550θ4=u4h4=0.001984.8=12424<1550θ3=u3h3=0.002644.8=11818<1550θ2=u2h2=0.003104.8=11548<1550θ1=u1h1=0.004386.6=11506<1550楼层间最大的弹性层间位移应符合要求。133 华中科技大学毕业设计论文4、轴框架内力计算因结构和荷载均对称，故取对称轴一侧的框架为计算对象，且中间跨梁取为竖向滑动支座。在本章中，内力符号约定如下（特别说明的除外）：杆端弯矩以绕杆端顺时针转为正，逆时针转为负，梁跨中弯矩以使梁底面受拉为正，弯矩图画在杆件受拉纤维一侧。剪力以绕微段隔离体顺时针转为正，逆时针转为负柱轴力以受压为正，受拉为负4.1恒荷载作用下结构内力计算根据固端弯矩等效的原则，将梯形分布荷载等效为均布荷载，qe=q01+58q1屋面：q01=4.66KNm，q1=22.31，p1=173.9KNp2=196.71，p3=210.36qe=q01+58q1=4.66+58×25.233=18.60KN/m1到4层：q01=4.66KNm，q1=15.6，p1=97.19KNp2=143.58KN，p3=157.23133 华中科技大学毕业设计论文qe=q01+58q1=4.66+58×18.525=16.24KN/m4.1.1计算杆端弯矩分配系数框架结构对称，可取半结构计算。计算简图的中间跨梁跨长为原梁跨长的一半，故其线刚度应取梁线刚度值的2倍。分配系数按下式计算：μik=Sik"i=1nSik",其中Sik"为节点K第I根杆件的相对转动刚度；i=1nSik"为节点K各杆件的相对转动刚度之和。梁线刚度133 华中科技大学毕业设计论文楼层b×h(mm)计算跨度（mm）中跨截面惯性矩边跨截面惯性矩i中跨=2EcIli边跨=1.5EcIl1~5300×700780017.15×10912.86×1096.6×10104.95×1010柱线刚度楼层层高（mm）()b×h(mm)2~54800700×7007.262×10913.13×101016600700×7001.488×10109.55×1010梁，柱，转动刚度及相对转动刚度表构件名称转动刚度Sik相对转动刚度Sik"框架梁(1到5层)边跨·4×ic=4×4.95×1010=19.8×10100.518中跨2×ib=2×6.6×1010=13.2×10100.346框架柱底层4×ic=4×9.55×1010=38.2×10101.00其他层4×ic=4×13.13×1010=53.52×10101.40各节点杆件分配系数表（μik=Sik"i=1nSik"）节点Sik"μ左梁μ右梁μ上柱μ下柱60.518+1.4=1.918——0.270——0.73051.4X2+0.518=3.318——0.1560.4220.42241.4X2+0.518=3.318——0.1560.4220.42231.4X2+0.518=3.318——0.1560.4220.42221+1.4+0.518=2.918——0.1780.4800.342120.518+0.346+1.4=2.2640.2290.153——0.618110.518+0.346+1.4+1.4=3.6640.1410.0950.3820.382100.518+0.346+1.4+1.4=3.6640.1410.0950.3820.382133 华中科技大学毕业设计论文90.518+0.346+1.4+1.4=3.6640.1410.0950.3820.38280.518+0.346+1.4+1.0=3.2640.1590.1060.4290.3064.1.2计算杆件固端弯矩顶层框架梁的固端弯矩为：MF=18qel2+112P2l=18×196.71×7.8+112×18.6×7.82=286.09KN.m1到4层框架梁固端弯矩：MF=18qel2+112P2l=18×143.58×7.8+112×16.24×7.82=222.32KN.m4.1.3采用弯矩二次分配法计算杆端弯矩恒载作用下框架各节点的弯矩分配以及杆端分配弯矩的传递过程133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文恒载作用下轴框架弯矩图备注：因中柱弯矩较小，没有标出弯矩。4.1.4恒载作用下轴框架剪力计算1、梁端剪力计算(假设梁杆端剪力V向上为正)AB跨梁端剪力计算过程如下表层号ql2MLVA=ql2+P2-MLVB左=ql2+P2+ML572.5412.10158.80183.0463.343.33131.8138.46363.344.50130.63139.63263.344.50130.63139.63163.3411.79123.34146.92备注：q是等效均布荷载,剪力单位为KNBC跨梁端剪力计算过程如下表133 华中科技大学毕业设计论文层号ql2MLVB右=ql2+P2-MLVC左=ql2+P2+ML572.540170.90170.90463.340135.13135.13363.340135.13135.13263.340135.13135.13163.340135.13135.132、柱端剪力计算（剪力以顺时针为正）柱端剪力等于柱两端弯矩之和除以柱高度A轴柱端剪力计算过程如下表层号L柱上端M柱下端MMMLVA=-ML54.8221.52134.38355.974.15-74.1544.876.86101.1417837.08-37.0834.8101.14101.14202.2842.14-42.1424.8101.1478.13179.2737.35-37.3516.684.2042.10126.319.14-19.14B轴柱端剪力计算过程如下表层号L柱上端M柱下端MMMLVB=-ML54.8-23.87-6.62-30.49-6.356.3544.8-6.62-6.62-13.24-2.762.7634.8-6.62-6.62-13.24-2.762.7624.8-6.62-16.31-22.93-4.784.7816.6-11.63-5.82-17.45-2.642.64133 华中科技大学毕业设计论文轴框架恒载剪力图(kN)（中柱剪力没有标出）4.1.5恒载作用下轴框架轴力计算柱的轴力计算：顶层柱顶轴力由节点剪力和节点集中力叠加得到，柱底轴力为柱顶轴力加上柱的自重。其余层轴力计算同顶层，但需要考虑该层上部柱的轴力的传递。梁轴力的计算：梁轴力可由柱剪力通过节点平衡求得A轴柱轴力计算过程如下表层号柱自重（KN）梁端VA集中力柱上端轴力柱下端轴力563.36158.80173.9332.7396.06463.36131.897.19625.05688.41363.36130.6397.19916.23979.59263.36130.6397.191207.411270.77187.12123.3497.191491.31578.42133 华中科技大学毕业设计论文B轴柱轴力计算过程如下表层号柱自重（KN）VB左（KN）VB右（KN）VB集中力（KN）柱上端轴力柱下端轴力563.36183.0170.90353.9210.36564.26627.62463.36138.46135.13273.59157.231058.441121.8363.36139.63135.13274.76157.231553.791617.15263.36139.63135.13274.76157.232049.142112.5187.12146.92135.13282.05157.232551.782615.14恒载作用下轴框架梁轴力计算以第1层中跨梁为例：由静力平衡：中跨轴力=16.22-2.7+2.16=15.68KN计算过程表如下：层数边柱剪力（KN）边框架轴力（KN）中柱剪力（KN）中跨梁轴力（KN）5-71.8671.866.0977.954-25.7646.102.2942.303-31.68-5.922.29-5.922-37.25-5.572.70-5.161-21.0316.222.1615.68133 华中科技大学毕业设计论文轴框架恒载轴力图(kN)4.2活荷载作用下结构内力计算活载采用电算。133 华中科技大学毕业设计论文1:将三角形荷载转化为均布荷载：qe=58q1楼面活荷载qe=58q1=9.75KN/m屋面活荷载qe=58q1=4.88KN/m2:计算材料性质。梁，柱的刚度梁刚度计算表楼层弹性模量EN/mm2b×h(mm)中跨截面惯性矩边跨截面惯性矩抗拉刚度EA（KN）抗弯刚度EI（KN×m2）1~53.15×104300×70017.15×10912.86×1096.62×106中跨5.40×105边跨3.04×105柱刚度计算表楼层()b×h(mm)抗拉刚度EA（KN）抗弯刚度EI（KN×m2）1~53.15×104700×70020×10915.44×1066.30×105133 华中科技大学毕业设计论文3：代码见附录。4：编码如图：5：内力，位移计算表标题：无标题位移计算杆端位移值(乘子=1)--------------------------------------------------------------------------------------------杆端1杆端2单元码u-水平位移v-竖直位移?-转角u-水平位移v-竖直位移?-转角--------------------------------------------------------------------------------------------10.000000000.000000000.00000000-0.00003249-0.00032331-0.000233022-0.00003249-0.00032331-0.00023302-0.00000597-0.00058118-0.000257203-0.00000597-0.00058118-0.00025720-0.00000159-0.00076739-0.000253664-0.00000159-0.00076739-0.00025366-0.00000049-0.00088151-0.000262665-0.00000049-0.00088151-0.000262660.00008850-0.00092338-0.0002935760.000000000.000000000.00000000-0.00001068-0.000688150.000009457-0.00001068-0.000688150.00000945-0.00000260-0.00123283-0.000001608-0.00000260-0.00123283-0.00000160-0.00000082-0.00162391-0.000004249-0.00000082-0.00162391-0.00000424-0.00000012-0.00186181-0.0000088310-0.00000012-0.00186181-0.000008830.00002993-0.00194668-0.00001527110.000000000.000000000.000000000.00001068-0.00068815-0.00000945120.00001068-0.00068815-0.000009450.00000260-0.001232830.00000160130.00000260-0.001232830.000001600.00000082-0.001623910.00000424140.00000082-0.001623910.000004240.00000012-0.001861810.00000883150.00000012-0.001861810.00000883-0.00002993-0.001946680.00001527160.000000000.000000000.000000000.00003249-0.000323310.00023302170.00003249-0.000323310.000233020.00000597-0.000581180.00025720180.00000597-0.000581180.000257200.00000159-0.000767390.00025366190.00000159-0.000767390.000253660.00000049-0.000881510.00026266200.00000049-0.000881510.00026266-0.00008850-0.000923380.00029357210.00008850-0.00092338-0.000293570.00002993-0.00194668-0.00001527220.00002993-0.00194668-0.00001527-0.00002993-0.001946680.0000152723-0.00002993-0.001946680.00001527-0.00008850-0.000923380.00029357133 华中科技大学毕业设计论文24-0.00000049-0.00088151-0.00026266-0.00000012-0.00186181-0.0000088325-0.00000012-0.00186181-0.000008830.00000012-0.001861810.00000883260.00000012-0.001861810.000008830.00000049-0.000881510.0002626627-0.00000159-0.00076739-0.00025366-0.00000082-0.00162391-0.0000042428-0.00000082-0.00162391-0.000004240.00000082-0.001623910.00000424290.00000082-0.001623910.000004240.00000159-0.000767390.0002536630-0.00000597-0.00058118-0.00025720-0.00000260-0.00123283-0.0000016031-0.00000260-0.00123283-0.000001600.00000260-0.001232830.00000160320.00000260-0.001232830.000001600.00000597-0.000581180.0002572033-0.00003249-0.00032331-0.00023302-0.00001068-0.000688150.0000094534-0.00001068-0.000688150.000009450.00001068-0.00068815-0.00000945350.00001068-0.00068815-0.000009450.00003249-0.000323310.00023302--------------------------------------------------------------------------------------------内力计算杆端内力值(乘子=1)--------------------------------------------------------------------------------------------杆端1杆端2----------------------------------------单元码轴力剪力弯矩轴力剪力弯矩--------------------------------------------------------------------------------------------1-621.142477-14.932904933.5182227-621.142477-14.9329049-65.03895022-487.541230-28.550327067.3681553-487.541230-28.5503270-69.67341433-352.055531-30.329752572.9600038-352.055531-30.3297525-72.62280834-215.748038-30.736835873.3393322-215.748038-30.7368358-74.19747985-79.1613301-30.932674372.7653573-79.1613301-30.9326743-75.71147926-1322.087520.38220139-0.62203123-1322.087520.382201391.900497947-1029.788260.66843610-2.13080112-1029.788260.668436101.077692188-739.373468-0.303658780.60250266-739.373468-0.30365878-0.855059489-449.780461-0.761872961.60973422-449.780461-0.76187296-2.0472559910-160.466669-0.690396071.34995329-160.466669-0.69039607-1.9639478711-1322.08752-0.382201390.62203123-1322.08752-0.38220139-1.9004979412-1029.78826-0.668436102.13080112-1029.78826-0.66843610-1.0776921813-739.3734680.30365878-0.60250266-739.3734680.303658780.8550594814-449.7804610.76187296-1.60973422-449.7804610.761872962.0472559915-160.4666690.69039607-1.34995329-160.4666690.690396071.9639478716-621.14247714.9329049-33.5182227-621.14247714.932904965.038950217-487.54123028.5503270-67.3681553-487.54123028.550327069.673414318-352.05553130.3297525-72.9600038-352.05553130.329752572.622808319-215.74803830.7368358-73.3393322-215.74803830.736835874.197479820-79.161330130.9326743-72.7653573-79.161330130.932674375.711479221-30.932674348.7393301-75.7114792-30.9326743-50.1686698-81.285903822-31.623070349.4540000-83.2498516-31.6230703-49.4540000-83.249851623-30.932674350.1686698-81.2859038-30.9326743-48.7393301-75.7114792240.1958384690.9537085-146.9628370.19583846-91.5732915-149.379210250.1243615891.2635000-152.7764200.12436158-91.2635000-152.776420260.1958384691.5732915-149.3792100.19583846-90.9537085-146.962837270.4070833090.6744931-145.9621400.40708330-91.8525068-150.556393280.8652974891.2635000-153.0211870.86529748-91.2635000-153.021187290.4070833091.8525068-150.5563930.40708330-90.6744931-145.962140301.7794255089.8526987-142.6334181.77942550-92.6743012-153.637667312.7515203991.2635000-153.1624782.75152039-91.2635000-153.162478321.7794255092.6743012-153.6376671.77942550-89.8526987-142.6334183313.617422087.9682468-132.40710513.6174220-94.5587531-158.1100803413.331187391.2635000-154.07878113.3311873-91.2635000-154.0787813513.617422094.5587531-158.11008013.6174220-87.9682468-132.407105133 华中科技大学毕业设计论文6：内力图弯矩图133 华中科技大学毕业设计论文剪力图133 华中科技大学毕业设计论文轴力图133 华中科技大学毕业设计论文4.3重力荷载代表值下结构内力计算顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%屋面雪荷载（据“荷载规范”，不计入屋面活载，计入雪荷载），纵、横梁自重，次梁重，半层柱自重，半层纵、横墙体自重。中间层重力荷载代表值包括：楼面恒载，50%楼面均布活荷载，纵、横梁自重，次梁重，楼面上下各半层柱及纵、横墙体自重。实际计算取⑦轴框架进行计算。恒载＋0.5×活载。使用等效后的恒载外力简图+0.5等效后的活载简图叠加（第5层用雪载）133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文A轴柱轴力计算过程如下表层号柱自重（KN）梁端VA集中力柱上端轴力柱下端轴力563.36189.93189.11379.04442.4463.36189.55120.01751.96815.32363.36187.29120.011122.621185.98263.36185.65120.011491.641555187.12181.16120.011856.171943.29B轴柱轴力计算过程如下表层号柱自重（KN）VB集中力柱上端轴力柱下端轴力563.36396.94189.11586.05649.41463.36364.2120.011133.621196.98363.36366.46120.011683.451746.81263.36368.1120.012234.922298.28187.12372.58120.012790.962878.08133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文4.4左风荷载作用下结构内力计算按式计算各柱的分配剪力，然后按式Mui=Vij×1-yhi,Mli=Vij×yhi,计算柱端弯矩。由于结构对称，故只需计算一根边柱和一根中柱的内力。其中，反弯点高度比y是按式y=y0+y1+y2+y3确定的，式中—标准反弯点高度比；—上、下层横梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值；、—上、下层层高变化时反弯点高度比的修正值。各层柱侧向刚度D值（）层次层高（mm）边柱中柱513.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598413.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598313.1348000.3770.159108730.8800.3062092663598213.1348000.3770.159108730.8800.306209266359819.5566000.5180.404106281.2090.5331402249300分配剪力：Vij=ViDiji=14Di,其中i是层号，j是柱号层次边柱中柱j=14DijVi（KN）中柱边柱Dijj=14DijVij（KN）Diji=14DiVij（KN）510873209266359817.0470.335.610.172.91410873209266359838.5780.3312.690.176.60310873209266359858.3670.3319.200.179.98210873209266359876.3150.3325.110.1713.05110628140224930096.6550.2827.490.2220.84133 华中科技大学毕业设计论文求反弯点高度：yh层次边柱中柱y0y1y2y3yy0y1y2y3y50.3770.1890000.1890.8800.350000.3540.3770.2890000.2890.8800.40000.430.3770.4000000.4000.8800.450000.4520.3770.50000-0.040.460.8800.5000-0.040.5610.5180.7410-0.0300.7111.2090.640-0.0300.61计算杆端弯矩：Mui=Vij×1-yhi,Mli=Vij×yhi风荷载作用下框架柱端弯矩计算层号层高边柱中柱VijyMli（KN.m）MuiVijyMliMui54.85.590.1892.6411.332.930.359.4217.5044.812.650.2899.1622.526.640.424.3636.5534.819.140.419.1628.7410.040.4541.4750.6924.824.570.4628.8133.8313.580.5667.5053.0316.628.130.71197.7939.7520.200.61110.6770.76因为水平风载作用下，结构受力与反对称荷载作用的受力相同，计算梁端弯矩时，采用节点弯矩平衡计算出节点左右的总弯矩，根据左右梁的线刚度进行分配。梁端弯矩计算表133 华中科技大学毕业设计论文楼层i中跨i边跨+i中跨i边跨i边跨+i中跨A柱B柱A轴线梁端弯矩B轴线边跨梁弯矩B轴线中跨梁弯矩MliMuiMliMui50.5710.4292.6411.339.4217.5011.337.519.9940.5710.4299.1622.5224.3636.5525.1619.7226.2530.5710.42919.1628.7441.4750.6937.932.2042.8520.5710.42928.8133.8367.5053.0352.9940.5453.9610.5710.42997.7939.75110.6770.7668.5659.3178.95风荷载作用下框架梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边跨梁中跨梁柱轴力梁轴力A柱B柱AB梁BC梁CD梁511.337.517.8-2.429.999.997.8-2.562.420.1511.468.535.59425.1619.727.8-5.7526.2526.257.8-6.738.171.1214.4710.767.05337.932.207.8-8.9942.8542.857.8-10.9917.163.1213.309.906.50252.9940.547.8-11.9953.9653.967.8-13.8429.154.9712.528.985.44168.5659.317.8-16.3978.9578.957.8-20.2445.558.8216.7810.163.54这里轴力拉为正。风荷载作用下框架弯矩图：133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文4.5水平地震荷载作用下结构内力计算水平地震荷载分布图水平地震作用形式同风载完全一样，所以其内力计算方法也一样。由此，因此直接将结果列表如下：按式进行计算梁端弯矩按式、进行计算水平地震荷载作用下框架梁端弯矩、剪力及柱轴力计算层次边跨梁中跨梁柱轴力A柱B柱547.470.057.8-3.220.0545.577.8-1.34-3.221.88447.5310.297.8-7.4113.7513.757.8-3.53-10.635.76373.9416.807.8-11.6322.4622.467.8-5.76-22.2611.63299.2621.567.8-15.4928.8128.817.8-7.39-37.7519.861107.4137.967.8-18.6450.5350.537.8-12.96-56.39-25.54133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文这里以受拉为负，受压为正133 华中科技大学毕业设计论文5、内力组合在本章中，内力符号约定如下（特别说明的除外）：杆端弯矩以绕杆端顺时针转为正，逆时针转为负，梁跨中弯矩以梁底面受拉为正，弯矩图画在杆件受拉纤维一侧。剪力以绕微段隔离体顺时针转为正，逆时针转为负。轴力以受压为正，受拉为负。5.1弯矩调幅为减小支座处负钢筋的数量，方便钢筋的绑扎与混凝土的浇捣；同时为了充分利用钢筋，以达到节约钢筋的目的，在内力组合前将竖向荷载作用下支座处梁端负弯矩（使梁上面受拉）调幅，调幅系数β=0.9。调幅只对竖向荷载作用下的内力进行调幅，不对水平荷载作用下内力进行调幅，同时，为简化计算，以梁的跨中弯矩代替跨中最大弯矩。以顶层AB轴边跨梁在恒载作用下的梁端弯矩为例：轴顶层AB轴边梁弯矩调幅该梁在恒载作用下，梁端弯矩分别为：MA=-221.52kN∙m，MB=315.87kN∙m133 华中科技大学毕业设计论文，跨中正弯矩为M0=256.43kN∙m（见图实线）。调整支座弯矩。将支座A、截面的最大弯矩减低10%。调幅后的A、B支座弯矩分别为：MA"=βMA=-0.90×221.52=-199.37kNMB"=βMB=0.90×315.87=284.28kN跨中弯矩为：M0‘=M0+1-βMA"+MB"2=256.43+1-0.90199.37+284.282=280.60kN∙m验算：|MA"+MB"|2+M0‘≥MAB0|MA"+MB"|2+M0‘=|199.37+284.28|2+280.60=525.13kN∙mMAB0=221.52+315.872+256.43=525.13kN∙m|MA"+MB"|2+M0‘≥MAB0，满足要求。其中MAB0是按简支梁计算的跨中弯矩。其余梁段调幅方式同上，列表计算如下：恒载作用下梁端、跨中弯矩调幅梁类型层号轴线处梁端弯矩(kN∙m)跨中弯矩(kN∙m)调幅后梁端弯矩(kN∙m)调幅后跨中弯矩(kN∙m)左右左右边跨梁5-221.52315.87256.415-199.37284.28280.604-211.24237.22179.26-190.12213.50199.443-202.28237.22183.74-182.05213.50203.522-202.28237.22183.74-182.05213.50203.521-162.33254.29195.18-146.10228.86213.93中跨梁5-292292233.11-262.80262.80259.394-223.98223.98179.51-201.58201.58199.673-223.98223.98179.51-201.58201.58199.672-223.98223.98179.51-201.58201.58199.671-226.35226.35177.14-203.72203.72197.51133 华中科技大学毕业设计论文活载作用下梁端、跨中弯矩调幅梁类型层号轴线处梁端弯矩(kN∙m)跨中弯矩(kN∙m)调幅后梁端弯矩(kN∙m)调幅后跨中弯矩(kN∙m)左右左右边跨梁5-84.5375.2675.86-76.0867.7383.054-169.78158.01147.55-152.80142.21162.303-169.01159.2147.34-152.11143.28162.112-166.12162.6147.08-149.51146.34161.871-154.71169.94149.12-139.24152.95163.73中跨梁5-87.8887.8873.87-79.0979.0981.784-167.1167.1144.35-150.39150.39159.393-167.44167.44144-150.70150.70159.072-167.27167.27144.17-150.54150.54159.221-168.38168.38143.06-151.54151.54158.21重力荷载代表值作用下梁端、跨中弯矩调幅梁类型层号轴线处梁端弯矩(kN∙m)跨中弯矩(kN∙m)调幅后梁端弯矩(kN∙m)调幅后跨中弯矩(kN∙m)左右左右边跨梁5-285.03329.45295.67-256.53296.51323.324-321.05282.35257.55-288.95254.12284.703-309.27288.16260.54-278.34259.34287.422-303.84295.52259.58-273.46265.97286.551-282.55309.23263.36-254.30278.31289.99中跨梁5-327.26327.26275.67-294.53294.53305.124-302.81302.81256.44-272.53272.53283.693-305.8305.8253.46-275.22275.22280.982-304.68304.68254.58-274.21274.21282.001-306.93306.93252.33-276.24276.24279.955.2内力调整以上计算与调幅均是针对轴线处和跨中截面内力而言，所求的杆端内力也就是柱中与梁中交点处的内力。但是，实际结构并不是如计算简图那样无尺寸的框架，各个构件是有尺寸的，所以，用于设计构件的内力应该是梁边或柱端处的内力。因此，我们需要将杆端内力调整为实际构件端部的内力。同时考虑抗震设计中强柱弱梁原则，仅对梁端弯矩、剪力进行内力调整，让框架柱的设计更加偏于安全。133 华中科技大学毕业设计论文5.2.1竖向荷载内力调整以恒荷载作用下A~B轴顶层边跨梁靠近A轴一端为例，恒载作用下的固端弯矩M1‘=-199.37kN∙m，剪力V1‘=158.8kN。同时受自重均布荷载、板梯形荷载作用。取半柱宽700/2mm梁段为隔离体，计算简图如下：竖向荷载内力调整示意图对该隔离体列出平衡方程如下：M=0⟹M1+M1"+V1"×b2=c×b2×b4求解出：M1=M1‘-q8b2+Vb2其中b=0.70m，c=17.03kN/m，代入得：M1=144.93kN∙m（顺时针方向）恒载作用下梁端弯矩与剪力调整梁类型层数轴线处弯矩(kN∙m)轴线处剪力(kN)梁端弯矩(kN)梁端剪力(kN∙m)左右左右左右左右A~B轴边跨5-199.37284.28158.80-183.00-144.93221.37152.29-176.494-190.12213.50131.80-138.46-144.98166.03126.12-132.783-182.05213.50130.63-139.63-137.33165.62124.95-133.952-182.05213.50130.63-139.63-137.33165.62124.95-133.951-146.10228.86123.34-146.92-103.92178.43117.66-141.24B~C轴中跨5-262.80262.80170.90-170.90-204.12204.12164.39-164.394-201.58201.58135.13-135.13-155.28155.28129.45-129.453-201.58201.58135.13-135.13-155.28155.28129.45-129.452-201.58201.58135.13-135.13-155.28155.28129.45-129.451-203.72203.72135.13-135.13-157.41157.41129.45-129.45133 华中科技大学毕业设计论文活载作用下梁端弯矩与剪力调整梁类型层数轴线处弯矩(kN∙m)轴线处剪力(kN)梁端弯矩(kN)梁端剪力(kN∙m)左右左右左右左右A~B轴边跨5-84.5375.2650.64-48.27-67.1058.6648.93-46.564-169.78158.01100.38-97.36-135.24124.5396.97-93.953-169.01159.2100.13-97.11-134.56125.8196.72-93.702-166.12162.699.32-98.42-131.96128.7595.91-95.011-154.71169.9496.92-100.82-121.39135.2593.51-97.41B~C轴中跨5-81.8881.8849.45-49.45-64.8764.8747.74-47.744-167.1167.198.87-98.87-133.09133.0995.46-95.463-167.44167.4498.87-98.87-133.43133.4395.46-95.462-167.27167.2798.87-98.87-133.26133.2695.46-95.461-168.38168.3898.87-98.87-134.37134.3795.46-95.46重力荷载代表值作用下梁端弯矩与剪力调整梁类型层数轴线处弯矩(kN∙m)轴线处剪力(kN)梁端弯矩(kN)梁端剪力(kN∙m)左右左右左右左右A~B轴边跨5-285.03329.45189.93-201.93-219.84260.06182.57-194.574-321.05282.35189.55-179.62-314.95220.78182.16-172.233-309.27288.16187.29-181.88-303.17225.80179.90-174.492-303.84295.52185.65-183.52-297.74232.58178.26-176.131-282.55309.23181.16-188-276.45244.72173.77-180.61B~C轴中跨5-327.26327.26195.62-195.62-321.18260.08188.26-188.26133 华中科技大学毕业设计论文4-302.81302.81184.58-184.58-296.71239.50177.19-177.193-305.8305.8184.58-184.58-299.70242.49177.19-177.192-304.68304.68184.58-184.58-298.58241.37177.19-177.191-306.93306.93184.58-184.58-300.83243.62177.19-177.19注：A~B轴与才C~D轴对称5.2.2水平荷载内力调整水平风荷载或地震荷载作用下，剪力沿梁不变，故不需调整；弯矩图延梁呈线性变化，利用线性关系调整。M1"=l1-bc/2l1M1M2"=l2-bc/2l2M2式中：M1,M1",M2,,M2"分别为梁两端调整前后弯矩:bc为柱横向宽，0.7m-l1,l2分别为柱中心至梁零弯矩处的距离，按下式计算。-l1=M1M1+M2Ll2=M2M1+M2L同理，可将其他风荷载与地震荷载作用下的梁端弯矩调整完毕，同时可以求得跨中弯矩数值，M0=l1-l/2l1M1计算结果列表如下：左风作用下梁端弯矩调整及跨中弯矩计算梁类型层数轴线处弯矩(kN∙m)L(m)b(m)梁端弯矩(kN∙m)跨中弯矩(kN∙m)左右左右A~B轴边跨511.337.517.80.710.486.661.91425.1619.727.80.723.1517.712.72337.932.27.80.734.7529.052.85252.9940.547.80.748.7936.346.23168.5659.317.80.762.8253.574.63133 华中科技大学毕业设计论文B~C轴中跨59.999.997.80.79.099.090.00426.2526.257.80.723.8923.890.00342.8542.857.80.739.0039.000.00253.9653.967.80.749.1249.120.00178.9578.957.80.771.8671.860.00左震荷载作用下梁端弯矩调整及跨中弯矩计算梁类型层数轴线处弯矩(kN∙m)L(m)b(m)梁端弯矩(kN∙m)跨中弯矩(kN∙m)左右左右A~B轴边跨538.6833.957.80.735.4230.692.37469.5664.887.80.763.5358.852.343101.5193.967.80.792.7485.193.782124.97116.427.80.7114.14105.594.281141.72127.717.80.7129.63115.627.01B~C轴中跨548.8248.827.80.744.4444.440.004103.82103.827.80.794.5094.500.003150.6150.67.80.7137.08137.080.002189.17189.177.80.7172.19172.190.001200.31200.317.80.7182.33182.330.005.3内力组合该框架内力组合共考虑八种内力组合（考虑左风、右风，左震和右震）：S=1.2SGk+1.4SQkS=1.2SGk+1.4SwklS=1.2SGk+1.4SwkrS=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swkl)S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swkr)S=1.35SGk+1.4×0.7×SQkS=1.2×SGE+1.3×SEkrS=1.2×SGE+1.3×SEkL其中，SGk为恒载内力标准值，SQk为活载内力标准值，Swk为风载内力标准值，SEk为水平地震作用内力标准值，各层梁的内力组合结果见后表。133 华中科技大学毕业设计论文5.3.1框架梁内力组合由于结构对称，横向框架梁选取边跨跨中截面，边跨左侧梁端截面，边跨右侧梁端截面，中跨跨中截面及右侧梁端截面为控制截面，内力组合针对控制截面进行。1、内力汇总恒载作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN)梁端弯矩(kN)梁端剪力(kN∙m)左右左右A~B轴边跨5280.6-144.93221.37152.29-176.494199.44-144.98166.03126.12-132.783203.52-137.33165.62124.95-133.952203.52-137.33165.62124.95-133.951213.93-103.92178.43117.66-141.24B~C轴中跨5259.39-204.12204.12164.39-164.394199.67-155.28155.28129.45-129.453199.67-155.28155.28129.45-129.452199.67-155.28155.28129.45-129.451197.51-157.41157.41129.45-129.45活载作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨583.05-67.158.6648.93-46.564162.3-135.24124.5396.97-93.953162.11-134.56125.8196.72-93.72161.87-131.96128.7595.91-95.011163.73-121.39135.2593.51-97.41B~C轴中跨581.78-64.8764.8747.74-47.744159.39-133.09133.0995.46-95.463159.07-133.43133.4395.46-95.462159.22-133.26133.2695.46-95.461158.21-134.37134.3795.46-95.46重力荷载代表值作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B5323.32-219.84260.06182.57-194.57133 华中科技大学毕业设计论文轴边跨4284.7-314.95220.78182.16-172.233287.42-303.17225.8179.9-174.492286.55-297.74232.58178.26-176.131289.99-276.45244.72173.77-180.61B~C轴中跨5305.12-321.18260.08188.26-188.264283.69-296.71239.5177.19-177.193280.98-299.7242.49177.19-177.192282-298.58241.37177.19-177.191279.95-300.83243.62177.19-177.19注：计算时将活荷载同时作用于所有的框架梁上，这样求得的内力在支座处与按最不利荷载位置求得的内力极为相近，可直接进行内力组合，但求得的梁的跨中弯矩却比最不利荷载布置法的计算结果要小，因此上表中梁的跨中弯矩为乘以系数1.2后的值。左风作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨51.9110.486.66-2.42-2.4242.7223.1517.71-5.75-5.7532.8534.7529.05-8.99-8.9926.2348.7936.34-11.99-11.9914.6362.8253.57-16.39-16.39B~C轴中跨509.099.09-2.56-2.564023.8923.89-6.73-6.73303939-10.99-10.992049.1249.12-13.84-13.841071.8671.86-20.24-20.24右风作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5-1.91-10.48-6.662.422.424-2.72-23.15-17.715.755.753-2.85-34.75-29.058.998.992-6.23-48.79-36.3411.9911.991-4.63-62.82-53.5716.3916.39B~C轴中跨50-9.09-9.092.562.5640-23.89-23.896.736.7330-39-3910.9910.9920-49.12-49.1213.8413.8410-71.86-71.8620.2420.24133 华中科技大学毕业设计论文左震作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨52.3735.4230.69-9.31-9.3142.3463.5358.85-17.24-17.2433.7892.7485.19-25.06-25.0624.28114.14105.59-30.95-30.9517.01129.63115.62-34.54-34.54B~C轴中跨5044.4444.44-12.5-12.54094.594.5-26.59-26.5930137.08137.08-38.6-38.620172.19172.19-48.49-48.4910182.33182.33-51.34-51.34右震作用下横向框架梁内力汇总梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5-2.37-35.42-30.699.319.314-2.34-63.53-58.8517.2417.243-3.78-92.74-85.1925.0625.062-4.28-114.14-105.5930.9530.951-7.01-129.63-115.6234.5434.54B~C轴中跨50-44.44-44.4412.512.540-94.5-94.526.5926.5930-137.08-137.0838.638.620-172.19-172.1948.4948.4910-182.33-182.3351.3451.342、内力组合S=1.2SGk+1.4SQk梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5452.99-267.86347.77251.25-276.974466.55-363.31373.58287.10-290.873471.18-353.18374.88285.35-291.922470.84-349.54378.99284.21-293.751485.94-294.65403.47272.11-305.86B~C轴中跨5425.76-335.76335.76264.10-264.104462.75-372.66372.66288.98-288.983462.30-373.14373.14288.98-288.982462.51-372.90372.90288.98-288.981458.51-377.01377.01288.98-288.98133 华中科技大学毕业设计论文S=1.2SGk+1.4Swkl（左风）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5339.39-159.24274.97179.36-215.184243.14-141.57224.03143.29-167.393248.21-116.15239.41137.35-173.332252.95-96.49249.62133.15-177.531263.20-36.76289.11118.25-192.43B~C轴中跨5311.27-232.22257.67193.68-200.854239.60-152.89219.78145.92-164.763239.60-131.74240.94139.95-170.732239.60-117.57255.10135.96-174.721237.01-88.29289.50127.00-183.68S=1.2SGk+1.4Swkr（右风）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5334.05-188.59256.32186.14-208.404235.52-206.39174.44159.39-151.293240.23-213.45158.07162.53-148.152235.50-233.10147.87166.73-143.951250.23-212.65139.12164.14-146.54B~C轴中跨5311.27-257.67232.22200.85-193.684239.60-219.78152.89164.76-145.923239.60-240.94131.74170.73-139.952239.60-255.10117.57174.72-135.961237.01-289.5088.29183.68-127.00S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（左风）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5443.77-245.26347.95241.35-273.504447.25-315.21378.46266.28-284.963452.07-290.56393.87260.48-290.132456.03-269.59406.76255.68-295.561468.85-198.50452.03238.36-312.88B~C轴中跨5414.31-315.23338.13254.19-260.654440.44-323.93384.13267.14-284.103440.03-305.32403.60261.77-289.472440.22-292.35416.13258.18-293.061436.36-267.65448.74250.12-301.12133 华中科技大学毕业设计论文S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（右风）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5438.96-271.67331.16247.45-267.404440.40-373.55333.83280.77-270.473444.89-378.13320.66283.13-267.472440.33-392.54315.18285.89-265.351457.18-356.81317.03279.67-271.57B~C轴中跨5414.31-338.13315.23260.65-254.194440.44-384.13323.93284.10-267.143440.03-403.60305.32289.47-261.772440.22-416.13292.35293.06-258.181436.36-448.74267.65301.12-250.12S=1.35SGk+1.4×0.7×SQk梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5460.20-261.41356.34253.54-283.894428.30-328.26346.18265.29-271.323433.62-317.26346.88263.47-272.662433.38-314.72349.76262.67-273.941449.26-259.25373.43250.48-286.14B~C轴中跨5430.32-339.13339.13268.71-268.714425.76-340.06340.06268.31-268.313425.44-340.39340.39268.31-268.312425.59-340.22340.22268.31-268.311421.68-344.19344.19268.31-268.31S=1.2×SGE+1.3×SEkl（左震）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5391.07-217.76351.97206.98-245.594344.68-295.35341.44196.18-229.093349.82-243.24381.71183.30-241.972349.42-208.91416.36173.68-251.591357.10-163.22443.97163.62-261.63B~C轴中跨5366.14-327.64369.87209.66-242.164340.43-233.20410.25178.06-247.203337.18-181.44469.19162.45-262.812338.40-134.45513.49149.59-275.671335.94-123.97529.37145.89-279.37133 华中科技大学毕业设计论文S=1.2×SGk+1.3×SEkr（右震）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨5384.90-309.85272.18231.19-221.384338.60-460.53188.43241.00-184.263339.99-484.37160.21248.46-176.812338.30-505.67141.83254.15-171.121338.88-500.26143.36253.43-171.83B~C轴中跨5366.14-443.19254.32242.16-209.664340.43-478.90164.55247.20-178.063337.18-537.84112.78262.81-162.452338.40-582.1465.80275.67-149.591335.94-598.0355.32279.37-145.895.3.2框架柱内力组合由于结构对称，框架柱仅选取边柱柱顶截面，边柱柱底截面，中柱柱顶截面和中柱柱底截面为控制截面，内力组合针对控制截面进行。1、内力汇总恒载作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5221.52134.38-74.15332.7396.06476.86101.14-37.08625.05688.413101.14101.14-42.14916.23979.592101.1478.13-37.351207.411270.77184.242.1-19.141491.31578.42中柱5-23.87-6.626.35564.26627.62133 华中科技大学毕业设计论文4-6.62-6.622.761058.441121.83-6.62-6.622.761553.791617.152-6.62-16.314.782049.142112.51-11.63-5.822.642551.782615.14活载作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱584.5382.37-34.7781.0681.06487.4185.36-35.99227.08227.08383.6482.2-34.55372.84372.84283.9295.55-37.39517.79517.79159.1731.38-13.72660.34660.34中柱56.624.36-2.29158.56158.5644.734.08-1.83461.27461.2734.174.48-1.8764.23764.2320.19-1.910.361068106810.35-0.622-0.171374.171374.17左风作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5-11.33-2.645.61-2.42-2.424-22.52-9.1612.69-8.17-8.173-28.74-19.1619.2-17.16-17.162-33.83-28.8125.11-29.15-29.151-39.75-97.7927.49-45.55-45.55中柱5-17.5-9.422.91-0.15-0.154-36.55-24.366.6-1.12-1.123-50.69-41.479.98-3.12-3.122-53.03-67.513.05-4.97-4.971-70.76-110.6720.84-8.82-8.82133 华中科技大学毕业设计论文右风作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱511.332.64-5.612.422.42422.529.16-12.698.178.17328.7419.16-19.217.1617.16233.8328.81-25.1129.1529.15139.7597.79-27.4945.5545.55中柱517.59.42-2.910.150.15436.5524.36-6.61.121.12350.6941.47-9.983.123.12253.0367.5-13.054.974.97170.76110.67-20.848.828.82左震作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5-38.68-4.148.92-9.31-9.314-65.42-26.4919.15-26.55-26.553-75.02-47.8225.59-51.61-51.612-77.15-52.6227.06-82.56-82.561-89.11-216.8546.36-117.1-117.1中柱5-82.77-48.0527.25-3.19-3.194-120.65-91.3844.17-12.89-12.893-153.18-129.3658.86-26.58-26.582-176.23-170.172.45-43.67-43.671-157.91-251.3262.01-60.42-60.42右震作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱538.684.14-8.929.319.31465.4226.49-19.1526.5526.55375.0247.82-25.5951.6151.61277.1552.62-27.0682.5682.56189.11216.85-46.36117.1117.1中柱582.7748.05-27.253.193.194120.6591.38-44.1712.8912.893153.18129.36-58.8626.5826.582176.23170.1-72.4543.6743.671157.91251.32-62.0160.4260.42133 华中科技大学毕业设计论文重力荷载代表值作用下框架柱内力汇总柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5285.03181.16-97.12379.04442.44139.9154.34-61.3751.96815.323154.93150.57-63.641122.621185.982153.28174.5-68.291491.6415551108.0557.32-25.061856.171943.29中柱5-2.22.95-0.16586.05649.41417.5211.87-6.121133.621196.9835.777.89-2.851683.451746.8121.26-3.010.3632234.922298.2810.711.44-0.3252790.962878.082、内力组合S=1.2SGk+1.4SQk柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5384.17276.57-137.66512.72588.764214.61240.87-94.881067.971144.003238.46236.45-98.941621.451697.482238.86227.53-97.172173.802249.831183.8894.45-42.182714.042818.58中柱5-19.38-1.844.41899.10975.134-1.32-2.230.751915.911991.943-2.11-1.670.792934.473010.502-7.68-22.256.243954.174030.201-13.47-7.852.934985.975062.01S=1.2SGk+1.4Swk（左风）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5249.96157.56-81.13395.85471.88460.70108.54-26.73738.62814.65381.1394.54-23.691075.451151.48274.0153.42-9.671408.081484.11145.39-86.3915.521725.791830.33中柱5-53.14-21.1311.69676.90752.934-59.11-42.0512.551268.561344.593-78.91-66.0017.281860.181936.212-82.19-114.0724.012452.012528.041-113.02-161.9232.343049.793125.82133 华中科技大学毕业设计论文S=1.2SGk+1.4Swk（右风）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5281.69164.95-96.83402.63478.664123.76134.19-62.26761.50837.533161.60148.19-77.451123.501199.532168.73134.09-79.971489.701565.731156.69187.43-61.451853.331957.87中柱5-4.145.243.55677.32753.35443.2326.16-5.931271.701347.73363.0250.11-10.661868.921944.9522.0066.3074.93-12.532465.93185.11147.95-26.013074.483150.52S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（左风）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5358.06261.72-125.72498.33574.364173.99217.38-73.851025.891101.923190.54200.80-69.911547.631623.662184.48177.85-60.292064.582140.611125.51-33.16-5.622564.202668.74中柱5-42.35-14.328.40876.71952.744-48.04-33.509.321849.921925.953-66.56-54.5513.622823.552899.582-74.52-107.0322.633798.393874.421-102.67-147.2129.214782.484858.51S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（右风）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5386.61268.37-139.86504.42580.464230.74240.46-105.831046.481122.513262.97249.08-118.291590.881666.912269.73250.45-123.572138.042214.071225.68213.27-74.892678.982783.53中柱51.759.421.07877.09953.12444.0727.89-7.311852.741928.77361.1849.95-11.532831.412907.442.0059.1163.07-10.253810.913886.94175.64131.68-23.304804.704880.74133 华中科技大学毕业设计论文S=1.35SGk+1.4×0.7×SQk柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5381.89262.14-134.18528.58614.124189.42220.19-85.331066.361151.893218.51217.10-90.751602.291687.832218.78199.11-87.062137.442222.971171.6687.59-39.282660.392778.00中柱5-25.74-4.666.33917.141002.684-4.30-4.941.931880.941966.473-4.85-4.551.962846.562932.102.00-8.75-23.896.813812.983898.521-15.36-8.473.404791.594877.13S=1.2×SGE+1.3×SEkl（左震）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5291.75212.01-104.95442.75518.78482.83150.77-48.67867.84943.87388.39118.52-43.101280.051356.08283.64140.99-46.771682.641758.67113.82-213.1230.202075.172179.72中柱5-110.24-58.9335.23699.11775.154-135.82-104.5550.081343.591419.623-192.21-158.7073.101985.592061.622-227.59-224.7494.622625.132701.171-204.43-324.9980.223270.613375.15S=1.2×SGE+1.3×SEkr(右震）柱类型层数柱端弯矩(kN∙m)柱端剪力(kN)柱端轴力(kN)柱顶柱底柱顶柱底边柱5392.32222.77-128.14466.95542.984252.93219.65-98.46936.871012.903283.44242.85-109.641414.241490.272284.23277.81-117.131897.301973.331245.50350.69-90.342379.632484.18中柱5104.9666.01-35.62707.41783.444177.87133.04-64.771377.101453.133206.06177.64-79.942054.692130.732230.61217.52-93.752738.682814.71133 华中科技大学毕业设计论文1206.14328.44-81.003427.703532.245.4地震作用效应调整本结构为总高度为24.9m，七度抗震设防，超出规范24的限制,按二级框架计算。通过内力组合得出的设计内力，还需要调整以保证梁端破坏先于柱端的破坏（强柱弱梁原则），弯曲破坏先于剪切破坏（强剪弱弯原则），还要对节点进行加强。5.4.1框架梁剪力调整由《建筑抗震设计规范》6.2.5条，二级框架梁梁截面组合的剪力设计值应按照下式调整：V=ηvb(Mbl+Mbr)ln+VGbV—梁端截面组合的剪力设计值ln—梁的净跨VGb—梁在重力荷载代表值作用下，按简支梁分析的梁端剪力设计值Mbl、Mbr—分别为梁左右截面按顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值ηvb—梁端剪力增大系数，二级框架取1.2其中，梁重力荷载代表值包括分担到梁上的构件自重标准值和0.5倍的屋面雪载或楼面活荷载值，梁上荷载分布情况参照内力计算部分，以顶层边跨梁为例计算：梁净跨为：ln=7.55mVGb左端=7.55×21.04÷2+227.13/2=192.99KNVGb右端=-VGb左端=-192.99KN其余梁端VGb列表计算如下：VGb计算表梁类型层数净跨(m)集中力(kN)均布荷载VGb　(kN)左右A~B轴边跨梁57.55227.1321.04192.99-192.9947.55204.4321.12181.94-181.9437.55204.4321.12181.94-181.9427.55204.4321.12181.94-181.9417.55204.4321.12181.94-181.94B~C57.55204.4321.12181.94-181.94133 华中科技大学毕业设计论文轴中跨梁47.55204.4321.12181.94-181.9437.55204.4321.12181.94-181.9427.55204.4321.12181.94-181.9417.55204.4321.12181.94-181.94梁利用弯矩与剪力进行截面设计，具体来说，利用弯矩设计纵向钢筋，利用剪力设计箍筋。所以弯矩与剪力不需取同一组合的内力。分别取各个组合的最大值为设计内力即可。因此，框架梁剪力调整也仅选取各个截面内力最大一组进行调整（对抗震组合的内力，在乘以调整系数γRE=0.75后与其他内力进行比选），仍以顶层边跨梁左端剪力为例计算：梁在乘以抗震调整系数后的内力值S=1.2×SGE+1.3×SEkl（左震）梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨梁5293.30-163.32263.98155.24-184.194258.51-221.51256.08147.14-171.823262.36-182.43286.28137.48-181.472262.07-156.68312.27130.26-188.691267.83-122.42332.98122.72-196.23B~C轴中跨梁5274.61-245.73277.40157.25-181.624255.32-174.90307.69133.55-185.403252.88-136.08351.89121.84-197.112253.80-100.84385.12112.19-206.751251.96-92.98397.03109.41-209.53梁在乘以抗震调整系数后的内力值S=1.2×SGE+1.3×SEkr（右震）133 华中科技大学毕业设计论文梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)梁端弯矩(kN∙m)梁端剪力(kN)左右左右A~B轴边跨梁5288.68-232.39204.13173.39-166.044253.95-345.40141.32180.75-138.203254.99-363.27120.16186.34-132.612253.72-379.25106.37190.61-128.341254.16-375.19107.52190.07-128.87B~C轴中跨梁5274.61-332.39190.74181.62-157.254255.32-359.18123.41185.40-133.553252.88-403.3884.59197.11-121.842253.80-436.6149.35206.75-112.191251.96-448.5241.49209.53-109.41VGb计算表梁类型层数净跨(m)集中力(kN)均布荷载VGb　(kN)左右A~B轴边跨梁57.55227.1321.04192.99-192.9947.55204.4321.12181.94-181.9437.55204.4321.12181.94-181.9427.55204.4321.12181.94-181.9417.55204.4321.12181.94-181.94B~C轴中跨梁57.55204.4321.12181.94-181.9447.55204.4321.12181.94-181.9437.55204.4321.12181.94-181.9427.55204.4321.12181.94-181.9417.55204.4321.12181.94-181.94从内力组合结果中可以得到，顶层边跨梁左端各种组合下无正弯矩出现，最大负弯矩为-271.67kN∙m，右端在各种组合下均无负弯矩出现，右端最大正弯矩为356.34kN∙m。梁净跨ln=7.55m。按顺时针组合时梁端剪力为：V=ηvbMbl+Mbrln+VGb=-1.2×0+356.347.55+192.99=136.35N按逆时针组合时梁端剪力为：V=ηvbMbl+Mbrln+VGb=-1.2×-271.67+07.55+192.99=236.17kN原梁端剪力最大值为：253.54kN因此，最终左端剪力为253.54kN。其余各个梁截面具体调整列表计算如下：133 华中科技大学毕业设计论文梁端剪力调整-1梁类型层数左端最大正弯矩(kN∙m)左端最大负弯矩(kN∙m)右端最大正弯矩(kN∙m)右端最大负弯矩(kN∙m)顺时针组合最大弯矩(kN∙m)逆时针组合最大弯矩(kN∙m)A~B轴边跨梁50-271.67356.340356.34-271.6740-373.55378.460378.46-373.5530-378.13393.870393.87-378.1320-392.54406.760406.76-392.5410-375.19452.030452.03-375.19B~C轴中跨梁50-339.13339.130339.13-339.1340-384.13384.130384.13-384.1330-403.60403.600403.60-403.6020-436.61416.130416.13-436.6110-448.52448.740448.74-448.52注：对抗震组合的内力，在乘以调整系数γRE=0.75后与其他内力进行比选。梁端剪力调整-2截面位置层数顺时针组合最大弯矩(kN∙m)逆时针组合最大弯矩(kN∙m)净跨(m)VGb　(kN)　顺时针组合剪力(kN)逆时针组合剪力(kN)原组合剪力(kN)最终剪力(kN)A~B轴边跨左端5356.34-271.677.55192.99136.35236.17253.54253.544378.46-373.557.55181.94121.79241.31287.10287.103393.87-378.137.55181.94119.34242.04285.35285.352406.76-392.547.55181.94117.29244.33285.89285.891452.03-375.197.55181.94110.10241.58279.67279.67A~B轴边跨右端5356.34-271.677.55-192.99-249.63-149.81-283.89-283.894378.46-373.557.55-181.94-242.10-122.57-290.87-290.873393.87-378.137.55-181.94-244.54-121.84-291.92-291.922406.76-392.547.55-181.94-246.59-119.55-293.75-293.751452.03-375.197.55-181.94-253.79-122.31-305.86-305.86B~C轴中跨左端5339.13-339.137.55181.94128.04235.85268.71268.714384.13-384.137.55181.94120.89243.00288.98288.983403.60-403.607.55181.94117.80246.09289.47289.472416.13-436.617.55181.94115.80251.34293.06293.061448.74-448.527.55181.94110.62253.23301.12301.12注：最终剪力取值仅表示剪力大小。133 华中科技大学毕业设计论文5.4.2框架柱弯矩调整由《建筑抗震设计规范》6.2.2条，二级框架的梁柱节点处，除框架顶层和柱轴压比小于0.15者及框支梁与框支柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：Mc=ηcMb式中Mc——节点上下柱端截面弯矩设计值之和。Mb——节点左右梁端截面弯矩设计值之和。ηc——柱端弯矩增大系数，取1.5。按照上述原则分别验算八种内力组合下各个节点是否满足要求，调整结果如下表所示：框架柱弯矩调整S=1.2SGk+1.4SQk节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-267.860384.17013.130384.174A0.00-363.31276.57214.6113.1313.13272.48272.483A0.00-353.18240.87238.4613.1313.13264.89264.892A0.00-349.54236.45238.8613.1313.13262.16262.161A0.00-294.65227.53183.8813.139.55255.90186.115B347.77-335.76094.45013.13094.454B373.58-372.66-19.38-1.8413.1313.13-0.69-0.693B374.88-373.14-1.32-2.2313.1313.13-1.31-1.312B378.99-372.90-2.11-1.6713.1313.13-4.57-4.571B403.47-377.01-7.68-22.2513.139.55-22.98-16.71框架柱弯矩调整S=1.2SGk+1.4Swk（左风）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-159.240249.96013.130249.964A0.00-141.57157.5660.7013.1313.13106.18106.183A0.00-116.15108.5481.1313.1313.1387.1187.112A0.00-96.4994.5474.0113.1313.1372.3772.371A0.00-36.7653.4245.3913.139.5531.9323.225B274.97-232.220-53.14013.130-53.144B224.03-152.89-21.13-59.1113.1313.13-53.36-53.363B239.41-131.74-42.05-78.9113.1313.13-80.75-80.752B249.62-117.57-66.00-82.1913.1313.13-99.04-99.041B289.11-88.29-114.07-113.0213.139.55-174.41-126.84133 华中科技大学毕业设计论文框架柱弯矩调整S=1.2SGk+1.4Swk（右风）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-188.590281.69013.130281.694A0.00-206.39164.95123.7613.1313.13154.79154.793A0.00-213.45134.19161.6013.1313.13160.09160.092A0.00-233.10148.19168.7313.1313.13174.83174.831A0.00-212.65134.09156.6913.139.55184.69134.325B256.32-257.670-4.14013.130-4.144B174.44-219.785.2443.2313.1313.1334.0134.013B158.07-240.9426.1663.0213.1313.1362.1562.152B147.87-255.1050.1166.3013.1313.1380.4280.421B139.12-289.5074.9385.1113.139.55130.6194.99框架柱弯矩调整S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（左风）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-245.260358.06013.130358.064A0.00-315.21261.72173.9913.1313.13236.41236.413A0.00-290.56217.38190.5413.1313.13217.92217.922A0.00-269.59200.80184.4813.1313.13202.19202.191A0.00-198.50177.85125.5113.139.55172.40125.385B347.95-315.230-42.35013.130-42.354B378.46-323.93-14.32-48.0413.1313.13-40.90-40.903B393.87-305.32-33.50-66.5613.1313.13-66.41-66.412B406.76-292.35-54.55-74.5213.1313.13-85.81-85.811B452.03-267.65-107.03-102.6713.139.55-160.13-116.46框架柱弯矩调整S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（右风）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-271.670386.61013.130386.614A0.00-373.55268.37230.7413.1313.13280.16280.163A0.00-378.13240.46262.9713.1313.13283.60283.602A0.00-392.54249.08269.7313.1313.13294.41294.411A0.00-356.81250.45225.6813.139.55309.89225.375B331.16-338.1301.75013.1301.754B333.83-384.139.4244.0713.1313.1337.7337.733B320.66-403.6027.8961.1813.1313.1362.2162.212B315.18-416.1349.9559.1113.1313.1375.7175.711B317.03-448.7463.0775.6413.139.55114.3983.19框架柱弯矩调整S=1.35SGk+1.4×0.7×SQk133 华中科技大学毕业设计论文节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱5A0.00-261.410381.89013.130381.894A0.00-328.26262.14189.4213.1313.13246.20246.203A0.00-317.26220.19218.5113.1313.13237.95237.952A0.00-314.72217.10218.7813.1313.13236.04236.041A0.00-259.25199.11171.6613.139.55225.16163.755B356.34-339.130-25.74013.130-25.744B346.18-340.06-4.66-4.3013.1313.13-4.59-4.593B346.88-340.39-4.94-4.8513.1313.13-4.87-4.872B349.76-340.22-4.55-8.7513.1313.13-7.15-7.151B373.43-344.19-23.89-15.3613.139.55-25.39-18.47框架柱弯矩调整S=1.2×SGk+0.5SQk+1.3×SEk（左震）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)乘抗震调整系数后的值(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱上柱下柱5A0.00-217.760291.75013.130291.750.00218.814A0.00-295.35212.0182.8313.1313.13221.51221.51166.13166.133A0.00-243.24150.7788.3913.1313.13182.43182.43136.82136.822A0.00-208.91118.5283.6413.1313.13156.68156.68117.51117.511A0.00-163.22140.9913.8213.139.55141.76103.10106.3277.335B351.97-327.640-110.24013.130-110.240.00-82.684B341.44-233.20-58.93-135.8213.1313.13-81.18-81.18-60.89-60.893B381.71-181.44-104.55-192.2113.1313.13-150.20-150.20-112.65-112.652B416.36-134.45-158.70-227.5913.1313.13-211.43-211.43-158.57-158.571B443.97-123.97-224.74-204.4313.139.55-277.92-202.12-208.44-151.59框架柱弯矩调整S=1.2×SGk+0.5SQk+1.3×SEk（右震）节点梁端弯矩(kN∙m)原柱端弯矩(kN∙m)柱刚度(kN∙m)调整后柱端弯矩(kN∙m)乘抗震调整系数后的值(kN∙m)左右上端下端上柱下柱上柱下柱上柱下柱5A0.00-309.850392.32013.130392.320.00294.244A0.00-460.53222.77252.9313.1313.13345.40345.40259.05259.053A0.00-484.37219.65283.4413.1313.13363.28363.28272.46272.462A0.00-505.67242.85284.2313.1313.13379.25379.25284.44284.441A0.00-500.26277.81245.5013.139.55434.48315.99325.86236.995B272.18-443.190104.96013.130104.960.0078.724B188.43-478.9066.01177.8713.1313.13217.85217.85163.39163.393B160.21-537.84133.04206.0613.1313.13283.22283.22212.42212.422B141.83-582.14177.64230.6113.1313.13330.23330.23247.67247.671B143.36-598.03217.52206.1413.139.55394.88287.19296.16215.39注：除顶层外所有柱轴压比大于0.15，均进行柱端弯矩调整133 华中科技大学毕业设计论文5.4.3框架柱剪力调整由《建筑抗震设计规范》，二级框架柱组合的剪力设计值应按下式调整：V=ηvc(Mcb+Mct)Hn式中V——柱端截面组合的剪力设计值Hn——柱的净高Mcb、Mct——柱上下端组合的弯矩设计值ηvc——柱剪力增大系数，二级框架取1.3。柱剪力与柱弯矩和轴力并不耦合，因此取各个组合最大剪力值为设计内力即可。因此，框架柱剪力调整也仅选取各个截面最大弯矩与剪力进行调整。柱剪力调整-1柱类型层数柱顶最大正弯矩(kN∙m)柱顶最大负弯矩(kN∙m)柱底最大正弯矩(kN∙m)柱底最大负弯矩(kN∙m)顺时针组合最大弯矩(kN∙m)逆时针组合最大弯矩(kN∙m)边柱5386.610276.570663.1804230.740240.870471.6103262.970249.080512.0502269.730250.450520.1801184.130213.270397.40中柱500478.72-82.6849.5-48.05128.22-130.733133.4-101.8799.78-78.41233.18-180.282154.54-144.16133.23-119.03287.77-263.191172.96-170.69163.14-168.56336.1-339.25柱剪力调整-2柱类型层数顺时针最大弯矩逆时针最大弯矩净高顺时针组合最大剪力逆时针组合最大剪力原组合剪力最终剪力A轴边柱5663.1804.8179.610.00-139.86179.614471.6104.8127.730.00-105.83127.733512.0504.8138.680.00-118.29138.682520.1804.8140.880.00-123.57140.881397.406.678.280.00-74.8978.28B轴中柱5004.80.000.00-26.71-40.434128.22-130.734.834.73-35.41-48.5748.573233.18-180.284.863.15-48.83-59.9563.152287.77-263.194.877.94-71.28-70.3177.941336.1-339.256.666.20-66.82-60.75-66.82注：原组合剪力及最终剪力两栏中数值仅表示剪力大小。133 华中科技大学毕业设计论文6、框架截面设计6.1框架梁截面设计混凝土强度等级采用C40：fc=19.1Nmm2,ft=1.71Nmm2，主要受力钢筋采用HRB400：fy=fy"=360Nmm2，箍筋以及其他构造钢筋采用HRB335：fy=fy"=300Nmm2。主梁截面尺寸为700×300mm，次梁截面尺寸均为550×250mm；纵向框架梁所在环境类别为一类，混凝土保护层（梁，柱）最小厚度为20mm，取as=40mm。梁利用弯矩与剪力进行截面设计，具体来说，利用弯矩设计纵向钢，筋，利用剪力设计箍筋。所以弯矩与剪力不需取同一组合的内力，分别取各个组合的最大值为设计内力即可。具体设计内力的选择汇总如下：框架横梁设计内力汇总梁类型层数跨中弯矩左端支座弯矩右端支座弯矩梁端最大剪力正弯矩负弯矩负弯矩正弯矩左端右端A~B轴边跨5460.200-271.67无356.34253.54-283.894466.550-373.55无378.46287.10-290.873471.180-378.13无393.87285.35-291.922470.840-392.54无406.76285.89-293.751485.940-375.19无452.03279.67-305.86B~C轴中跨5430.320-339.13268.714462.750-384.13288.983462.300-403.60289.472462.510-436.61293.061458.510-448.52301.12注：1、表中剪力数值仅表示剪力大小，梁弯矩顺时针为正，逆时针为负。2、其中地震作用效应与其他荷载作用效应组合的内力值，在乘以承载力抗震调整系数γRE=0.75后与其他组合的内力值比选（因梁端剪力抗震调整中已经考虑了γRE的影响，故对梁端剪力不再重复考虑）。133 华中科技大学毕业设计论文6.1.1跨中及支座截面底部钢筋计算由于跨中截面底部钢筋全部伸入支座，弯矩设计值按跨中正弯矩和支座截面正弯矩较大值选取。梁以单筋T形截面来配置梁底纵筋（因为跨中梁顶负筋一般配置较少，以单筋截面设计带来的误差较小）。下面以1层边跨梁正弯矩配筋计算为例：设计内力：M=485.94kN∙m，梁截面尺寸700×300mm；按照塑性理论计算，因此计算跨度取净跨：l0=7150mm；按T形单筋截面设计，首先确定截面几何参数：因为hf"=130mm，h0=660mm，，所以bf"=min⁡(l03,b+sn，b+12hf")其中：l03=71503=2383mmb+sn=350+7800=8050mmb+12hf"=300+12*130=1860mm所以bf"=1860mm，α1=1.0，β1=0.8∵α1fcbf"hf"h0-hf"2=1.0×19.1×1860×130×660-65=2748kN⋅m>485.94kN⋅m因此，截面属于第一类T型截面。αs=Mα1fcbf"h02=485.94×1061.0×19.1×1860×6602=0.031ξ=1-1-2αs=1-1-2×0.048=0.0315<ξb=0.518（满足）As=ξα1fcbf"h0fy=0.0315×1.0×19.1×1860×660360=2051.6mm2实际配筋：6C22，As=2281mm2>2051.6mm2（满足）xh0=0.035<0.35双排布置钢筋，净间距25mm.ρmin=(0.20,45ftfy)max=0.21%ρmax=α1ξbfcfy=1.0×0.518×19.1360=2.75%ρ=Asbh0=2281300×660=1.15%>ρminhh0=0.23且<ρmax133 华中科技大学毕业设计论文现验证是否满足承载力条件：x=fyAsα1fcbf"=360×22811.0×19.1×1860=23.1mmMu=fyAs2h0-x2+fyAs2h0-25-11-x2=517.7KN.m>485.94其他各层框架梁跨中截面配筋可同理求得，计算结果列表如下：框架梁跨中及支座截面梁底部钢筋计算、配置及配筋率验算梁类型层数跨中弯矩(kN∙m)l0(mm)bf‘(mm)Mu(kN∙m)ξAs(mm2)实际配筋实际配筋面积(mm2)ρ按实际面积计算Mu(kN∙m)A~B轴边跨5460.207150186027480.03019676C222281.001.15%517.74466.557150186027480.03119946C222281.001.15%517.73471.187150186027480.03120146C222281.001.15%517.72470.847150186027480.03120136C222281.001.15%517.71485.947150186027480.03220786C222281.001.15%517.7B~C轴中跨5430.327150186027480.02818376C222281.001.15%517.74462.757150186027480.03019786C222281.001.15%517.73462.307150186027480.03019766C222281.001.15%517.72462.517150186027480.03019776C222281.001.15%517.71458.517150186027480.03019596C222281.001.15%517.7注：1、表格第三列Mu=α1fcbf"hf"h0-hf"2均大于支座弯矩以及按实际面积计算的Mu表明截面均属于第一类截面。2、梁端均未计入受压钢筋。3、实际配筋率经验算均满足最大（ρmax=2.75%，表明不超筋）最小（ρmin=0.2%，构造要求）配筋率要求。133 华中科技大学毕业设计论文6.1.2支座截面负筋计算利用支座负弯矩设计值和已经确定的梁底部纵筋面积以双筋矩形截面来配置梁顶纵筋。这时，翼缘混凝土受拉，应按宽为300的矩形截面计算。以二层A轴支座为例，设计内力：M=-392.54kN∙m。梁截面尺寸700×300mm，在实际施工时，次梁负筋置于板负筋之下，主梁负筋置于次梁负筋之下，因此取h0=h-as=700-70=630mm。已知支座负弯矩作用下，受压钢筋为6C22（As=2281.mm2）AS"=2281mm2，由fy"AS"构成的受弯承载力Mu1=fy"AS"h0-as"=360×2281×630-40=500kN∙m所以压区钢筋一定不屈服，假设混凝土压应力合力点在压区钢筋合力点。As=Mfy（h0-as"）=392.54×106360×（630-40）=1848选用6C22，依然双排布置钢筋。As=2281mm2ρmin=(0.20,45ftfy)max=0.21%ρmax=α1ξbfcfy=2.75%ρ=Asbh0=2281300×630=0.1.2%>ρminh0h且小于As"As=22812281=1>0.3（满足）133 华中科技大学毕业设计论文计算结果如下表所示：框架横梁支座截面负筋计算截面类型层数支座弯矩(kN∙m)As"(mm2)h0(mm)b(mm)as"(mm)As(mm2)A轴支座5-271.672281630300601279.4-373.552281630300601758.3-378.132281630300601780.2-392.542281630300601848.1-375.192281630300601766.B轴支座左端5356.342281630300601677.4378.4622816303006017813393.872281630300601854.2406.7622816303006019151452.032281630300602128B轴支座右端5-339.1322816303006015964-384.1322816303006018083-403.622816303006019002-436.6122816303006020551-448.522281630300602111注：ξ<2as"h0，梁端均未计入受压钢筋。框架横梁支座截面负筋配置及配筋率验算支座类型层数As(mm2)实际配筋实际配筋面积(mm2)ρAs"(mm2)As"AsA轴支座51279.0495C2219000.80%22811.2>0.341758.715C2219000.80%22811.2>0.331780.27315C2219000.80%22811.2>0.321848.11685C2219000.80%22811.2>0.311766.43135C2219000.80%22811.00>0.3B轴支座左端51677.68365C2219000.80%22811.2>0.341781.82675C2219000.80%22811.2>0.331854.37856C2222810.96%22811.00>0.321915.06596C2222810.96%22811.00>0.312128.20156C2222810.96%22811.00>0.3B轴支座右端51596.65735C2219000.80%22811.2>0.341808.52175C2219000.80%22811.2>0.331900.18836C2222810.96%22811.00>0.322055.60266C2222810.96%22811.00>0.312111.67616C2222810.96%22811.00>0.3注：各梁顶面，底面，跨中，支座处弯矩均相同。133 华中科技大学毕业设计论文6.1.3箍筋计算以一层A~B轴梁左支座截面为例，设计内力：Vmax=279.67kNhw=700-130-40=530mmhwb=530300=1.77<4Vc=0.2βcfcbh0=0.2×1.0×19.1×300×660=687.6kN>279.67kN截面满足要求，考虑到梁中剪力相对梁尺寸而言较小，因此直接按照最小配箍率和抗震构造要求配置箍筋，然后验算斜截面抗剪承载力是否满足要求。1、边跨梁根据《抗震规范》6.3.4要求，二级框架梁端箍筋加密区箍筋肢距不大于250mm和20倍箍筋直径的较大值。对边跨梁，梁中最小纵筋直径为22mm，加密区箍间距最大值为minhb4,8d,100=100，梁宽b=300mm，因此，梁端加密区箍筋取B10@100双肢箍。非加密区取B10@200双肢箍。加密区长度为max1.5hb,500=1050mm，取1200mm。弯矩调幅时要求的配箍率下限值为：ρsv,min=0.3ftfyv=0.3×1.71÷300=0.171%非加密区实际配箍率为：ρsv=Asvbs=78.5×2300×200=0.26%>ρsv,min(满足)按此方案选取箍筋，边跨梁可承担的最大剪力值（按非加密区计算）：Vu=0.7ftbh0+fyvAsvsh0（考虑地震作用组合梁受剪承载力计算公式）=0.7×1.71×300×660+300×78.5×2200×660=392.5kN显然，上述结果均大于边跨梁各截面梁端最大剪力值，因此所有边跨梁箍筋均采取上述方案即可。133 华中科技大学毕业设计论文2、中跨梁根据《抗震规范》要求，梁中最小纵筋直径为22mm，加密区箍间距最大值为minhb4,8d,100=100，梁宽b=300mm，因此加密区箍筋取B10@100双肢箍。加密区长度为max1.5hb,500=1050mm，取1200。弯矩调幅时要求的配箍率下限值为：ρsv,min=0.3ftfyv=0.3×1.71÷300=0.171%实际配箍率为，ρsv=Asvbs=78.5×2300×200=0.26%>ρsv,min(满足)按此方案选取箍筋，中跨梁可承担的最大剪力值（按非加密区计算）：Vu=0.7ftbh0+fyvAsvsh0（考虑地震作用组合梁受剪承载力计算公式）=0.7×1.71×300×660+300×78.5×2200×660=392.5kN显然上述结果均大于中跨梁各截面的梁端最大剪力值，因此所有中跨梁箍筋配置均采取上述方案即可。6.1.4构造要求1、二级框架，柱混凝土等级为C40，纵向受力钢筋为HRB400（三级钢），框架梁纵向钢筋在框架柱中的锚固长度取值为：Lab=αfydft=0.14*3601.71*22=648mmLabE=ξ1Lab=1.15*648=745mm0.40labE=298mm<300mm梁上部纵筋伸至柱外侧纵筋内侧，且伸出长度大于0.40labE,取伸出640mm,弯曲长度15d=330mm，2、梁箍筋从距柱边50mm起配置。3、因中跨几乎全跨均为负弯矩，因此支座负筋在中跨通长布置，不截断。133 华中科技大学毕业设计论文6.2框架柱截面设计柱混凝土保护层厚度20mm，取as=40mm混凝土：C40，fc=19.1Nmm2,ft=1.71Nmm2纵筋：HRB400，fy=fy"=360Nmm2箍筋：HPB335：fy=fy"=300Nmm2as=as"=40mm组合一：S=1.2SGk+1.4SQk组合二：S=1.2SGk+1.4Swk（左风）组合三：S=1.2SGk+1.4Swk（右风）组合四：S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（左风）组合五：S=1.2SGk+0.9×1.4(SQk+Swk)（右风）组合六：S=1.35SGk+1.4×0.7×SQk组合七：S=1.2×SGk+0.5SQk+1.3×SEk（左震）组合八：S=1.2×SGk+0.5SQk+1.3×SEk（右震）6.2.1框架柱弯矩、轴力汇总框架柱纵筋采用对称配筋，各个柱的弯矩、轴力的选择汇总如下表注：1、底层柱底弯矩设计值已在5.4.2节柱弯矩调整表的基础上乘以系数1.5。2、表中地震作用效应与其他荷载作用效应组合的内力值，均已在内力组合的基础上乘以了承载力抗震调整系数γRE=0.8（轴压比大于0.15）或γRE=0.75（轴压比小于0.15）。133 华中科技大学毕业设计论文3、底层柱纵向钢筋应按上下端的不利情况配置。框架边柱不利截面配筋控制内力表柱层数截面内力组合荷载组合MN边柱51-1Mmax及相应的N五386.61504.42Nmax及相应的M六381.89528.58Nmin及相应的M七218.81332.062-2Mmax及相应的N五280.16580.46Nmax及相应的M六246.2614.12Nmin及相应的M七166.13389.0843-3Mmax及相应的N五280.161046.48Nmax及相应的M一272.481067.97Nmin及相应的M七166.13650.984-4Mmax及相应的N五283.61122.51Nmax及相应的M六237.951151.89Nmin及相应的M七136.82707.935-5Mmax及相应的N五283.61590.88Nmax及相应的M一264.891621.45Nmin及相应的M七136.82960.046-6Mmax及相应的N五294.411666.91Nmax及相应的M一262.161697.48Nmin及相应的M七117.511017.0627-7Mmax及相应的N五294.412138.04133 华中科技大学毕业设计论文Nmax及相应的M一262.162173.8Nmin及相应的M七117.511261.988-8Mmax及相应的N八325.861480Nmax及相应的M一225.92249.83Nmin及相应的M八325.86148019-9Mmax及相应的N八236.991784.73Nmax及相应的M一186.112714.04Nmin及相应的M七77.331556.3810-10Mmax及相应的N八263.021863.13Nmax及相应的M一94.452818.58Nmin及相应的M七-159.841634.79框架边柱不利截面配筋控制内力表柱层数截面内力组合荷载组合MN中柱51-1Mmax及相应的N一94.45899.1Nmax及相应的M六-25.74917.14Nmin及相应的M七-82.68524.332-2Mmax及相应的N八163.39587.58Nmax及相应的M六-4.591002.68Nmin及相应的M七-60.89581.3643-3Mmax及相应的N八163.391032.83Nmax及相应的M一-0.691915.91Nmin及相应的M八163.391032.834-4Mmax及相应的N八212.421089.85Nmax及相应的M一-1.311991.94Nmin及相应的M七-112.651064.7135-5Mmax及相应的N八212.421541.02Nmax及相应的M一-1.312934.47Nmin及相应的M七-112.651489.196-6Mmax及相应的N八247.61598.04Nmax及相应的M一-4.573010.5Nmin及相应的M七-158.571546.2133 华中科技大学毕业设计论文27-7Mmax及相应的N八247.62054.01Nmax及相应的M一-4.573954.17Nmin及相应的M七-158.571968.858-8Mmax及相应的N八296.162111.03Nmax及相应的M一-22.984030.2Nmin及相应的M七-208.442025.8719-9Mmax及相应的N八215.392570.77Nmax及相应的M一-22.984985.97Nmin及相应的M七-208.442452.9510-10Mmax及相应的N八246.332649.18Nmax及相应的M一-7.855062.01Nmin及相应的M七-243.742531.36133 华中科技大学毕业设计论文6.2.2纵筋计算柱利用弯矩与轴力设计，两者是耦合的，不可孤立的选择，所以，两者必须来自同一种荷载组合。本计算书直接计算所有组合下框架柱上下截面的配筋面积，以配筋面积最大一组作为实际配筋的参照。框架柱按照偏心受压构件设计，根据抗震要求采用对称配筋，首先根据设计内力判断属于“大偏心受压柱”还是“小偏心受压柱”，ξ=Nα1fcbh0，，当ξ >ξb时为小偏心，当ξ <ξb时为大偏心。然后分别采用不同的方法进行截面设计。现从各个柱在各种内力组合作用下分别选取三组大偏压和二组小偏压列出计算过程，其余列表计算。1、纵筋配筋计算下面以顶层（五层）边柱柱顶截面1-1为例来进行计算：各柱均为双向弯曲，不考虑轴力下的二阶效应。弯矩设计值M1=386.61kN∙m，，轴力设计值504.42kN，柱截面尺寸700×700mm，as=as"=40mm。ξ=Nα1fcbh0=504.42×1031.0×19.1×700×700=0.057<ξb=0.55为大偏心受压柱。ei=e0+ea=MN+max20,h/30=386.61×106504.42×103+23.3=790mme=ei+h2-as=790+350-40=1100mm采用对称配筋。x=Nα1fcb=504.42×1031.0×19.1×700=37.7mmAs=As"=Ne-α1fcbx(h0-x/2)fy"(h0-as")=504.42×103×1100-19.1×700×37.7×(660-37.7/2)360×(660-40)=-579mm2As<0,按构造配筋即可，查抗震规范表6.3.7-1，知角边柱和中柱最小配筋率是0.85%。As=0.95%×700×700=4165mm2,两侧均采用6C22，实际配筋面积4562mm，实际配筋率0.99%.133 华中科技大学毕业设计论文其他情况汇总见以下各表：柱层数截面MNei相对受压区高度判断偏心实际x取值e钢筋面积边柱51-1386.61504.427900.06大偏心80.001100-579381.89528.587460.06大偏心80.001056-564218.81332.066820.04大偏心80.00992-15882-2280.16580.465060.07大偏心80.00816-942246.2614.124240.07大偏心80.00734-1044166.13389.084500.04大偏心80.00760-173943-3280.161046.482910.12大偏心80.00601-246272.481067.972780.12大偏心80.00588-249166.13650.982790.07大偏心80.00589-13484-4283.61122.512760.13大偏心80.00586-117237.951151.892300.13大偏心80.00540-278136.82707.92170.08大偏心80.00527-139435-5283.61590.882020.18大偏心118.99512-768264.891621.451870.18大偏心121.28497-883136.82960.041660.11大偏心80.00476-10186-6294.411666.912000.19大偏心124.68510-795262.161697.481780.19大偏心126.96488-970117.511017.061390.12大偏心80.00449-101927-7294.412138.041610.24大偏心159.91471-1219262.162173.81440.25大偏心162.59454-1392117.511261.981160.14大偏心94.39426-11638-8325.8614802440.17大偏心110.70554-465225.92249.831240.25大偏心168.27434-1615325.8614802440.17大偏心110.70554-46519-9236.991784.731560.20大偏心133.49466-1166186.112714.04920.31大偏心202.99402-211777.331556.38730.18大偏心116.41383-165710-10263.021863.131650.21大偏心139.35475-112294.452818.58570.32大偏心210.81367-2591-159.841634.791210.19大偏心122.27431-1366边柱均可按构造对称配筋，两侧均采用6C22，实际配筋面积4562mm，实际配筋率0.99%.133 华中科技大学毕业设计论文柱层数截面MNei相对受压区高度判断偏心实际x取值e钢筋面积中柱51-194.45899.11280.10大偏心80.00438-1299-25.74917.14510.10大偏心80.00361-1579-82.68524.331810.06大偏心80.00491-19112-2163.39587.583010.07大偏心80.00611-1455-4.591002.68280.11大偏心80.00338-1546-60.89581.361280.07大偏心80.00438-192343-3163.391032.831820.12大偏心80.00492-790-0.691915.91240.22大偏心143.30334-2345163.391032.831820.12大偏心80.00492-7904-4212.421089.852180.12大偏心81.51528-539-1.311991.94240.23大偏心148.99334-2409-112.651064.711290.12大偏心80.00439-97035-5212.421541.021610.17大偏心115.26471-1036-1.312934.47240.33大偏心219.48334-3073-112.651489.19990.17大偏心111.38409-14306-6247.61598.041780.18大偏心119.52488-937-4.573010.5250.34大偏心225.17335-3099-158.571546.21260.18大偏心115.65436-128327-7247.62054.011440.23大偏心153.63454-1359-4.573954.17240.45大偏心295.75334-3432-158.571968.851040.22大偏心147.26414-16848-8296.162111.031640.24大偏心157.89474-1189-22.984030.2290.46大偏心301.44339-3363-208.442025.871260.23大偏心151.52436-151019-9215.392570.771070.29大偏心192.28417-1894-22.984985.97280.57小偏心-208.442452.951080.28大偏心183.47418-184410-10246.332649.181160.30大偏心198.14426-1807-7.855062.01250.57小偏心-243.742531.361200.29大偏心189.33430-1741133 华中科技大学毕业设计论文9-9,10-10截面的控制内力为Nmax及相应的M时，是小偏心，单独计算。相对受压区高度：ξ=N-ξbα1fcbh0Ne-0.43α1fcbh02(β1-ξb)(h0-αs")+α1fcbh0+ξb配筋面积：As=As"=Ne-ξα1fcbh02(1-0.5ξ)fy"(h0-αs")计算得到，9-9截面：相对受压区高度0.618，配筋面积-3594；10-10截面：相对受压区高度0.635，配筋面积-3711；故两个小偏心截面还是可以按构造配筋。综上，中柱截面均用构造对称配筋，两侧均采用6C22，实际配筋面积4562mm，实际配筋率0.99%.2、轴心受压承载力验算框架柱均为两端固支，因此对底层柱：l0=l=6600mml0b=6600700=9.47⇒φ=0.98对二~五层柱：l0=1.25l=1.25×4800=6000mml0b=6000700=8.57⇒φ=0.99柱轴心受压承载力计算公式为：Nu=0.9φ(fcA+fy"As")，对各个柱列表验算如下：框架柱轴心受压承载力验算表柱类型层数As(mm2)　A(mm2)　φ　Nu(kN)　Nmax(kN)　边柱545624900000.999802.1761614.12445624900000.999802.17611151.89345624900000.999802.17611697.48245624900000.999802.17612249.83145624900000.989703.16422818.58中柱545624900000.999802.17611002.68445624900000.999802.17611991.94345624900000.999802.17613010.5245624900000.999802.17614030.2145624900000.989703.16425062.01从表中可以看出，各框架柱可以承受的最大轴压力为Nu，均大于各框架柱中可能出现的最大轴力Nmax，因此所有框架柱轴心受压承载力满足要求。133 华中科技大学毕业设计论文6.2.3箍筋计算因为在前面内力组合之后的抗震调整中已经选取了各柱的最大剪力，考虑到弯矩对斜截面抗剪起不利作用，而柱轴力对斜截面抗剪起有利作用，因此，选择取每根柱各个组合当中的最大剪力，最大弯矩与最小轴力进行计算。计算最小配筋率时取最大轴力进行计算。根据混规6.3.12，计算剪跨比：λ=H02×h0，均大于3，取λ=3计算。以顶层边柱为例：1.75λ+1ftbh0+0.07N=1.753+1×1.71×700×600+0.07×332060=368.88KN大于最大的剪力，根据混规6.3.13，可按构造配箍筋。框架柱内力汇总柱层数Mmax(kN∙m)Vmax(kN)Nmin(kN)Nmax(kN)边柱5386.61179.61332.06614.124283.6127.73614.121151.893294.41138.68960.041697.482325.86140.881261.982249.831263.0278.281556.382818.58中柱5163.3940.43524.331002.684212.4248.571032.831991.943247.663.151489.193010.52296.1677.941968.854030.21246.3366.822452.955062.01注：1、表中弯矩、剪力、轴力仅表示大小。2、其中地震作用效应与其他荷载作用效应组合的内力值，均已经在内力组合值的基础上乘以了承载力抗震调整系数γRE=0.75，其中剪力值已在剪力调整中考虑了抗震承载力调整系数，不再重复考虑。各柱均按构造要求选取箍筋。1、计算各层最小配箍率以底层中柱为例计算：底层中柱可能出现的最大轴力为：Nmax=5060kN轴压比为：NmaxfcA=5060×10319.1×700×700=0.54取最小配箍特征值λv=0.12，λvfcfyv=0.12×19.1300=0.76%>0.6%133 华中科技大学毕业设计论文因此，底层柱最小体积配箍率ρv,min=0.76%，其它各层柱列表计算如下：框架柱加密区最小配箍率计算表柱层数Nmax(kN)A（mm2）轴压比λv　ρv,min边柱5614.124900000.0660.080.51%41151.894900000.1230.080.51%31697.484900000.1810.080.51%22249.834900000.2400.080.51%12818.584900000.3010.080.51%中柱51002.684900000.1070.080.51%41991.944900000.2130.080.51%33010.54900000.3220.080.51%24030.24900000.4310.10.64%15062.014900000.5410.120.76%注：1、柱的轴压比均小于0.75，满足规范要求；2、当计算配箍率小于0.6%时，取0.6%。可见，1层，2层中柱需分别用0.76%，和0.64%的配箍率。2、箍筋配置方案按照抗震要求选取柱箍筋，以底层中柱配箍计算为例。柱中纵向钢筋最小直径为22mm，加密区箍筋最大间距为min8d,100=100mm，抗震等级为二级时柱箍筋加密区的箍筋肢距不宜大于250mm，至少每隔一根纵向钢筋宜在两个方向有箍筋或拉筋约束。柱非加密区的箍筋间距，抗震等级为二级时不应大于10倍纵向钢筋直径。非加密区配箍率不小于加密区的50%。配箍结果如下表所示。计算实际配箍率时考虑到柱构造要求在柱平面外有配置纵向钢筋和相应的箍筋，所以箍筋的肢数相应增加2。以底层中柱为例：加密区配箍率：ρv=(700-50)×8×78.5700×700×100=0.83%>ρv,min=0.6400%非加密区：ρv=(700-50)×8×78.5700×700×200=0.42%>0.5ρv,min=0.3200%因此配箍率均满足要求。底层中柱Mmax=246.33kN∙m，Vmax=66.82kN，Nmin=5062.01kN，柱截面尺寸700×700mm，h0=660mm133 华中科技大学毕业设计论文，按照非加密区箍筋配置情况验算承载力。λ=MVh0=246.33×10666.82×103×660=5.6>3，取λ=3Nmin=2452.95kN<0.3fcA=0.3×19.1×700×700=2808kN取N=2452.95kN考虑地震作用组合梁受剪承载力计算公式:Vu=1.75λ+1ftbh0+fyvAsvsh0+0.07N=1.753+1×1.73×700×660+300×78.5×4200×660+0.07×2452.95×103=832.2kN>Vmax=66.82kN因此，斜截面抗剪承载力满足要求。其他各层柱箍筋配置情况及配箍率验算如下：框架柱最小配箍率验算表柱类型层数区域实际配筋　b(mm)h(mm)ρv　ρv,min　边柱5加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%4加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%3加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%2加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%1加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%中柱5加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%4加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%3加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.600%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.300%2加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.640%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.320%1加密区B10/100八肢箍7007000.83%0.760%非加密区B10/200八肢箍7007000.41%0.380%注：表中非加密区最小配箍率按《抗震规范》规定取为加密区实际配箍率的50%。由上表可以看出，所有柱箍筋配置均满足最小体积配箍率要求。框架柱抗剪承载力验算表133 华中科技大学毕业设计论文柱类型层数箍筋配置最大弯矩(kN∙m)最大剪力(kN)最小轴力(kN)h0　λ抗剪承载力(kN)边柱5B10/100四肢箍386.61179.61332.066603.04679.244B10/200四肢箍283.6127.73614.126602.55698.993B10/100四肢箍294.41138.68960.046602.45723.202B10/200四肢箍325.86140.881261.986602.42744.341B10/100四肢箍263.0278.281556.386605.20764.95中柱5B10/200四肢箍163.3940.43524.336602.56692.704B10/100四肢箍212.4248.571032.836602.51728.303B10/200四肢箍247.663.151489.196602.46760.242B10/100四肢箍296.1677.941968.856602.39793.821B10/200四肢箍246.3366.822452.956604.29832.2注：1、表中均取非加密区箍筋配置情况验算。2、柱的剪跨比均大于2，满足规范要求。由上表可以看出柱的斜截面抗剪承载力最大值均大于柱中可能出现的最大剪力值，因此配箍方案值可以满足承载力要求。6.2.4构造要求《建筑抗震规范》6.3.8条规定上，截面边长大于400mm的柱，纵向钢筋间距不宜大于200mm。因此在所有柱的两侧各增加两根C22纵向钢筋。除底层柱柱为小偏心，采用机械连接外，其他均采用绑扎搭接。根据平法图集11G101-1，55页，可将柱钢筋分两次截断，即钢筋接头百分比是50%，根据混凝土规范计算柱绑扎搭接钢筋搭接区段长度：Lab=αfydft=0.14*3601.71*22=648mmLa=ξaLab=1.1*648=713mmLaE=1.15La=820mmLLE=1.4*LaE=1.4*820=1148mm,取1200mm机械连接的连接断长度，采用大于35d=35*22=770mm,这里取800mm6.3、框架平面内核心区抗震验算《抗震规范》6.2.14规定，二级框架的节点核心区应进行抗震验算。133 华中科技大学毕业设计论文节点核心区混凝土强度等级同柱的强度等级C40。节点左右梁端顺、逆时针组合弯矩设计值节点左端最大正弯矩左端最大负弯矩右端最大正弯矩右端最大负弯矩顺时针组合最大弯矩逆时针组合最大弯矩5A　　0-271.670.00-271.674A　　0-373.550.00-373.553A　　0-378.130.00-378.132A　　0-392.5426.60-392.541A　　0-375.19185.23-375.195B356.340339.13339.13356.34-17.214B378.460384.13384.13378.465.673B393.870403.60403.60393.879.732B406.760436.61416.13406.769.371B452.030448.52448.74452.03-3.29下面以一层中节点为例进行验算：1、节点核心区组合的剪力设计值：Vj=ηjbMbh0-as"1-h0-as"Hc-hbVj=1.35×452.03×106660-40×1-660-406600-700=880.8kN2、核心区剪压比验算：验算方向的梁截面宽度小于该侧柱截面宽度的12，bj=minbb+0.5hc,bc=650mm，hj=700mm，节点核心区组合的剪力设计值应符合下列要求：Vj≤1γRE(0.3ηjfcbjhj)Vj≤10.850.3×1.0×19.1×700×650=3067kN>880.8kN（满足）3、节点核心区截面抗震受剪承载力验算Vj≤1γRE[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbjbc+fyvAsvjsh0-as"]Vj≤10.851.1×1.0×1.71×700×650+0.05×1.0×2452950×650700+300×314×660-40100=1828>880.8kN（满足）通过上面验算得，一层中节点（即1C）核心区截面框架平面内抗震验算满足。其它节点核心区截面框架平面内抗震验算如下表所示，其中as"=40mm，γRE=0.85，ηj=1.0，ηjb=1.35.节点核心区验算133 华中科技大学毕业设计论文节点MbkN∙mN(kN)h0(mm)hb(mm)bj(mm)hj(mm)AsvjS(mm)Vj(kN)截面验算(kN)受剪承载力验算（KN）5D271.67332.06660700650700314100502306717124D373.55614.12660700650700314100690306717273D378.13960.04660700650700314100699306717462D392.541261.98660700650700314100725306717621D375.191556.38660700650700314100731306717785C356.34524.33660700650700314100659306717224C378.461032.83660700650700314100699306717503C393.871489.19660700650700314100728306717752C406.761968.85660700650700314100752306718011C452.032452.9566070065070031410088130671828Vj均小于最后两列数值，表明核心区截面验算和受剪承载力验算均满足要求。7、部分板及次梁的设计梁板混凝土强度等级均为C30：fc=19.1Nmm2,ft=1.71Nmm2。次梁主要受力钢筋，及板钢筋采用HRB400：fy=fy"=360Nmm2次梁箍筋采用HRB35：fy=fy"=300Nmm2，板厚130mm。7.1楼板设计屋面板布置图133 华中科技大学毕业设计论文一到4层层楼板布置图当l02l01<3时按双向板设计，本设计中楼板均按双向板设计。由结构布置图，按支承条件和荷载条件，整个结构共有14楼板(2-5层楼面有7块，屋面有7块分别记为B1、B2、B3、B4、B5、B6、B7、B8、B9、B10，B11、B12、B13、B14考虑到卫生间活载标准值为2.5，小于工业厂房楼面活载标准值3.0，故卫生间没有单独计算，偏于安全的将其荷载取为3。板示意图如上图所示。下面以板B3为例来进行设计。7.1.1荷载计算恒载：g=4kNm2活载：q=3.0kNm2永久荷载控制的组合：PG=γgg+ψcγqq=1.35×4+0.7×1.4×3=8.34kNm2可变荷载控制的组合：PQ=γgg+γqq=1.2×4+1.4×3.0=9kNm2由此，设计荷载值为9kNm2133 华中科技大学毕业设计论文7.1.2内力计算按照塑性理论计算，计算跨度取净跨（其中l02为长边，l01为短边）：l02=7800-125×2=7550mm，l01=3900-125×2=3650mml02l01=75503650=2.07≤3.0因此按双向板设计。M1u=nm1ul01，M2u=αm1ul01M1u"=M1u""=nβm1ul01，M2u"=M2u""=αβm1ul01其中：n=l02l01=75503650=2.07，α=m2um1u=1n2=0.23，β=2.0。根据能量原理，内力做功等于外力做功，列出均布荷载作用下平衡方程式：2M1u+2M2u+M1u"+M1u""+M2u"+M2u""=pl01212(3l02-l01)由上各式可解得：m1=pl012n-138nβ+αβ+n+α=9×3.652×2.07-138×2.07×2+0.23×2+2.07+0.23=3.77kN∙m/m代入以下各式可得：m2=αm1=0.23×3.77=0.87kN∙m/mm1"=m1""=βm1=2×3.77=7.54kN∙m/mm2"=m2""=βm2=2×0.87=1.74kN∙m/m板类型gk(kNm2)qk(kNm2)永久控制(kNm2)可变控制(kNm2)最终荷载(kNm2)l01(m)l02(m)B1438.34993.427.62B2438.34994.557.55B3438.34993.657.55B4438.34993.423.65B5438.34993.427.55B6438.34994.557.62B7438.34993.727.55B85.7229.689.669.683.427.62B95.7229.689.669.684.557.55B105.7229.689.669.683.657.55B115.7229.689.669.683.423.65B125.7229.689.669.683.427.55B135.7229.689.669.684.557.62B145.7229.689.669.683.727.55133 华中科技大学毕业设计论文板类型l01(m)l02(m)nαβm1m2m1"m2"B13.427.622.230.2023.420.696.841.38B24.557.551.660.3625.091.8510.183.70B33.657.552.070.2323.770.887.531.76B43.423.651.070.8821.651.453.312.91B53.427.552.210.2123.410.706.811.40B64.557.621.670.3625.131.8310.253.66B73.727.552.030.2423.870.947.751.88B83.427.622.230.2023.680.747.361.48B94.557.551.660.3625.471.9910.953.98B103.657.552.070.2324.050.958.101.89B113.423.651.070.8821.781.563.563.13B123.427.552.210.2123.660.757.331.50B134.557.621.670.3625.511.9711.033.93B143.727.552.030.2424.171.018.332.02注：1、双向板均按实际支承条件计算，将边跨板一边视为简支。将中跨视为两边固定支座。2、m1"=m1""，m2"=m2""，单位均为kN∙m/m3、计算跨度根据支承条件取。两边固端取净跨，一边简支一边固端的取净跨加板厚一半7.1.3配筋计算环境类别为二类，故混凝土保护层厚度取15mm，l01方向受力较大，故将钢筋布于板底下层和板顶上层，取as=as"=20mm，l02方向受力较小，故将钢筋布于板底上层和板顶上层，取as=as"=25mm。钢筋直径取为8mm。据《混凝土结构设计规范》10.1.4条规定，板中受力钢筋的间距，当板厚小于150mm时，不宜大于200mm。负筋直径不小于8mm。同时受力钢筋应满足最小配筋率的要求：ρmin=max0.20,45ftfy=0.2%’取1m宽板带计算最小配筋量：As,min=ρminbh=0.2%×1000×110=260mm2（1）l01方向板底正筋αs=γ0m1α1fcbh02=1.0×3.77×1061.0×19.1×1000×1102=0.016ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.016=0.016As=α1fcbh0ξfy=1.0×19.1×1000×110×0.016300=81.49mm2不满足最小配筋率（As,min=260)的要求。取面积As=260mm2，采取方案B8@180，实配面积279mm2。133 华中科技大学毕业设计论文（2）l02方向板底正筋αs=γ0m2α1fcbh02=1.0×0.87×1061.0×19.1×1000×1052=0.004ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.004=0.004As=α1fcbh0ξfy=1.0×19.1×1000×105×0.004300=20mm2不满足最小配筋率（As,min=260)要求。取面积As=260mm2，采取方案B8@180，实配面积279mm2。（3）l01方向板顶负筋m1"=m1""=7.54kN∙mmαs=γ0m1"(α1fcbh02)=1.0×7.54×1061.0×19.1×1000×1102=0.033ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.033=0.033As=α1fcbh0ξfy=1.0×19.1×1000×110×0.033300=231mm2不满足最小配筋率要求。取面积As=260mm2，采取方案B8@180，实配面积279mm2。（4）l02方向板顶负筋m1"=m1""=1.74kN∙mmαs=γ0m1‘α1fcbh02=1.0×1.74×1061.0×19.1×1000×1052=0.0083ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.083=0.083As=α1fcbh0ξfy=1.0×19.1×1000×105×0.083300=55mm2不满足最小配筋率要求。取面积As=260mm2，采取方案B8@180，实配面积279mm2。133 华中科技大学毕业设计论文楼板配筋汇总见下表：楼面板配筋计算表板号　　方向位置M(kN∙m)h0(mm)αs　ξAs(mm2)　实际配筋实际As(mm2)B1l01向板底3.421100.0150.015104B8@150335l02向板底0.691050.0030.00322B8@150335l01向板顶6.841100.0300.030210B8@200251l02向板顶1.381050.0070.00744B8@200251B2l01向板底5.091100.0220.022156B8@150335l02向板底1.851050.0090.00959B8@150335l01向板顶10.181100.0440.045308B10@150523l02向板顶3.701050.0180.018118B10@200393　B3l01向板底3.771100.0160.016115B8@150335l02向板底0.881050.0040.00428B8@150335l01向板顶7.531100.0330.033232B10@200393l02向板顶1.761050.0080.00856B8@150335B4l01向板底1.651100.0070.00750B8@150335l02向板底1.451050.0070.00746B8@150335l01向板顶3.311100.0140.014101B8@200251l02向板顶2.911050.0140.01493B8@200251B5l01向板底3.411100.0150.015104B8@150335l02向板底0.701050.0030.00322B8@150335l01向板顶6.811100.0290.030210B8@150335l02向板顶1.401050.0070.00745B8@150335B6l01向板底3.411100.0150.015104B8@150335l02向板底0.701050.0030.00322B8@150335l01向板顶6.811100.0290.030210B10@200393l02向板顶1.401050.0070.00745B10@200393B7l01向板底3.871100.0170.017118B8@150335l02向板底0.941050.0040.00430B8@150335l01向板顶7.751100.0340.034239B8@200251l02向板顶1.881050.0090.00960B8@200251133 华中科技大学毕业设计论文屋面板配筋计算表板号　　方向位置M(kN∙m)h0(mm)αs　ξAs(mm2)　实际配筋实际As(mm2)B8l01向板底3.681100.0160.016112B8@200251l02向板底0.741050.0040.00424B8@200251l01向板顶7.361100.0320.032227B8@200251l02向板顶1.481050.0070.00747B8@200251B9l01向板底5.471100.0240.024168B8@200251l02向板底1.991050.0090.00963B8@200251l01向板顶10.951100.0470.049321B8@150335l02向板顶3.981050.0190.019127B8@150335　B10l01向板底4.051100.0180.018124B8@200251l02向板底0.951050.0040.00530B8@200251l01向板顶8.101100.0350.036250B8@200251l02向板顶1.891050.0090.00960B8@200251B11l01向板底1.781100.0080.00854B8@200251l02向板底1.561050.0070.00750B8@200251l01向板顶3.561100.0150.016109B8@200251l02向板顶3.131050.0150.015100B8@200251B12l01向板底3.661100.0160.016112B8@200251l02向板底0.751050.0040.00424B8@200251l01向板顶7.331100.0320.032226B8@200251l02向板顶1.501050.0070.00748B8@200251B13l01向板底5.511100.0240.024169B8@200251l02向板底1.971050.0090.00963B8@200251l01向板顶11.031100.0480.049329B8@150335l02向板顶3.931050.0190.019126B8@150335　B14l01向板底4.171100.0180.018127B8@200251l02向板底1.011050.0050.00532B8@200251l01向板顶8.331100.0360.037257B8@150335l02向板顶2.021050.0100.01065B8@150335　为抵抗屋面温度应力，屋面板负筋贯通布置。133 华中科技大学毕业设计论文7.2次梁设计次梁示意图如下：次梁示意图按弹性方法计算。次梁可看作简支梁计算，其中⑥~⑦轴次梁l0=7.8m，梁截面尺寸550×250mm，混凝土强度等级为C40，fc=19.1Nmm2,ft=1.71Nmm2，钢筋强度等级为三级，fy=fy"=360Nmm2。下面以⑥~⑦轴次梁次梁为例来计算：7.2.1荷载计算载由梁自重、墙体均布荷载和板传来的梯形分布荷载组成，活载由板传来的梯形分布荷载组成。荷载分布图如下图所示。次梁恒载示意图次梁活载示意图133 华中科技大学毕业设计论文7.2.2内力计算1、恒载作用下的跨中弯矩计算查结构静力学手册：在梯形荷载作用下跨中弯矩计算公式为：M=124ql2（1-4α2）=0.115×15.6×7.82=104.9kN∙m在均布荷载作用下跨中弯矩计算公式为：M=0.125ql2=0.125×2.91×7.82=22.13kN∙m2、活载作用下的跨中弯矩计算在梯形荷载作用下跨中弯矩计算公式为：M=0.115ql2=0.115×15.6×7.82=104.9kN∙m3、跨中弯矩设计值永久荷载控制的组合：M=γgg+ψcγqq=1.35×104.9+22.13+0.7×1.4×104.9=274.3kN∙m可变荷载控制的组合：M=γgg+γqq=1.2×(104.9+22.13)+1.4×104.9=299.3kN∙m跨中弯矩设计值为M=299.3kN∙m4、支座剪力设计值Vmax恒载作用下的支座剪力值：V=ql21-α=15.62×0.75+2.912×7.8=67.46kN活载作用下的支座剪力值：V=15.62×0.75=58.5kN永久荷载控制的组合：V=γgg+ψcγqq=1.35×67.46+0.7×1.4×58.5=148.4kN可变荷载控制的组合：V=γgg+γqq=1.2×67.46+1.4×58.5=163.02kN支座剪力设计值为Vmax=163.02kN∙m7.2.3配筋计算1、跨中配筋计算按T形单筋截面设计，首先确定截面几何参数：因为hf"=130mm，h0=510mm，hf"h0=0.25>0.1，所以bf"=min⁡(l03,b+sn,b+12hf")其中：l03=78003=2600mmb+sn=250+7800=8050mm133 华中科技大学毕业设计论文b+12hf"=250+12×130=1810mm所以bf"=1810mm，α1=1.0，β1=0.8∵α1fcbf"hf"h0-hf"2=1.0×19.1×1810×130×510-65=1999.9kN⋅m>299.3kN⋅m因此，截面属于第一类T型截面。αs=Mα1fcbf"h02=299.3×1061.0×19.1×1810×5102=0.033ξ=1-1-2αs=1-1-2×0.033=0.034<ξb=0.518（满足）As=ξα1fcbf"h0fy=0.034×1.0×19.13×1810×510360=1665mm2实际配筋：6C20，As=1884mm2>1665mm2（满足）ρmin=(0.20,45ftfy)max=0.21%ρmax=α1ξbfcfy=1.0×0.518×19.1360=2.7%ρ=Asbh0=1884250×510=1.47%>ρminh0h且<ρmax2、支座配筋计算由于支座弯矩非常用小，可仅按构造配筋，按最小配筋率计算得到的最小配筋量As,min=0.21%×250×550=288.75mm2，选配2C20，As=628mm2>288.75mm2，同时也满足电算得到的支座配筋的要求。3、箍筋配置次梁截面尺寸为550×250mm，直接取全梁最大剪力验算截面是否满足要求：Vmax=163.02kN。hw=550-130-40=380mmhwb=380250=1.52<4Vc=0.25βcfcbh0=0.25×1.0×19.1×250×510=608.8kN>163.02kN因此梁截面满足要求，考虑到梁中剪力相对于梁尺寸而言较小，因此直接按照最小配箍率配置箍筋，然后验算斜截面抗剪承载力是否满足要求。取箍筋为B10@200双肢箍。ρsv,min=0.24ftfyv=0.24×1.71300=0.137%ρsv=Asvbs=78.5×2250×200=0.31%>ρsv,minVu=0.7ftbh0+1.25fyvAsvsh0=0.7×1.71×250×510+1.25×300×78.5×2200×510=302.75kN>163.02kN(满足要求)133 华中科技大学毕业设计论文其它次梁的配筋结果见施工图。8、楼梯设计本框架结构每层设有2个楼梯，这两个楼梯结构相同。同一个楼梯中，一层楼梯与其他层楼梯踏步数不同。底层楼梯：开间为3.36m，进深为6.8m，梯段宽1.63m。层高为5.4m。两跑楼梯均有18级台阶，踏步高150mm，为使平台梁处浇筑方便，将前8级踏步设置为270mm宽，之后的9级设置为踏步宽280mm宽。其他层楼梯：开间为3.36m，进深为6.2m，梯段宽1.63m，层高为4.8m。两跑楼梯均有16级台阶，踏步高150mm，踏步宽300mm。设计资料汇总如下：混凝土：C30（fc=14.3，ft=1.43Nmm2）板采用钢筋：HRB335（fy=300Nmm2）梁、梯柱钢筋：HRB400（fy=360Nmm2）楼梯均布活荷载：工业建筑楼梯活载不宜小于3.5kNm2，取4kNm2计算8.1踏步板设计（以一层一跑TB1楼梯计算为例）设计成梁式楼梯。取踏步板板厚40mm，踏步尺寸为150×300，板倾斜角：tanα=150300=0.50，cosα=0.8944。取一个踏步为计算单元。as=20mm，8.1.1荷载计算踏步板的荷载荷载种类荷载标准值（kNm）水磨石面层（20mm）（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98混凝土踏步板0.12×0.3×25=0.9底面抹灰17×0.02×0.15/0.8944=0.06小计1.94活荷载4×0.3=1.2永久荷载控制的组合：PG=γgg+ψcγqq=1.35×1.94+0.7×1.4×1.2=3.80kNm2可变荷载控制的组合：PQ=γgg+γqq=1.2×1.94+1.4×1.2=4kNm2因此荷载设计值为：P=4kNm2。133 华中科技大学毕业设计论文8.1.2截面设计斜梁截面尺寸取150mm×350mm，则踏步板的计算跨度为：l0=ln+b=1630+150=1780mm=1.78m踏步板板水平计算跨度ln=1.78m。跨中弯矩：M=18Pln2=0.125×4×1.78=0.89kN∙m。板的截面高度h=板的截面有效高度h0=120-20=100mm1、踏步板板底配筋：αs=Mα1fcbh02=0.89×1061.0×14.3×1780×1002=0.0035ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.0035=0.035<0.55=ξbγs=0.5×1+1-2αs=0.5×1+1-2×0.0035=0.998As=Mγsfyh0=0.89×1060.998×300×100=30mm2踏步下的受力筋选配2B8，As=101mm2,其中一根弯起分布筋按构造选用B6@250.其他楼层梯段板设计步骤同二层，配筋也同二层楼梯。8.2楼梯斜梁计算8.2.1荷载计算斜梁的荷载荷载种类荷载标准值（kNm）恒荷载栏杆0.1斜梁侧抹灰斜梁自重踏板传力小计13.37活荷载1.2永久荷载控制的组合：PG=γgg+ψcγqq=1.35×13.37+0.7×1.4×1.2=19.22kNm2可变荷载控制的组合：PQ=γgg+γqq=1.2×13.37+1.4×1.2=17.726kNm2因此荷载设计值：P=19.22kNm2133 华中科技大学毕业设计论文8.2.2截面设计该斜梁的两端简支于平台梁上，平台梁的截面尺寸为250mm×550mm，斜梁的水平方向计算跨度为：　　　l0=ln+b=4.5+0.25=4.7m　　或l0=1.05ln=1.05×4.5=4.73≈4.7m　　即斜梁的水平方向计算跨度为4.7m。弯矩设计值：跨中弯矩：M=18Pln2=0.125×19.22×4.72=53.07kN∙m支座剪力：V=0.5×pln=45.17KN计算斜梁配筋时所用的内力为：　M=Mmax=53.07kN·m　V=Vmax*cosα＝40.38kN斜梁的有效高度：h0=350-40=310mm斜梁按倒L形截面计算，翼缘的计算宽度确定如下取最小值bf"=876mm判别T形截面类型因此该截面属于第一种类型的截面。选配3B16，As=603mm20.7ftbh=0.7×1.43×150×350=52.6KN>V=40.38KN133 华中科技大学毕业设计论文（3）平台板计算平台板厚度h=80mm取1m板厚为计算单元。Lo1=1.6,Lo2=3.36,Lo2Lo1=2.1>2,按单向板设计。1）荷载计算。恒载设计值平台板自重地砖面层板底抹灰活载设计值永久荷载控制的组合：PG=γgg+ψcγqq=1.35×2.99+0.7×1.4×4=7.962kNm2可弯荷载控制的组合：PQ=γgg+γqq=1.2×2.99+1.4×4=9.19kNm2取计算荷载为9.19计算跨度：跨中弯矩：2）正截面承载力计算选用B8@200，As=251mm2133 华中科技大学毕业设计论文8.3平台梁TL-1设计初设平台梁尺寸为：h×b=550×250mm，按弹性设计。8.3.1荷载计算平台梁TL-2的荷载荷载种类荷载标准值（kNm）恒荷载梁自重0.2×0.40-0.13×25=1.35梁侧粉刷0.02×0.4-0.13×2×17=0.18平台板传来2.99×1.62=3.77斜梁传来13.37×4.5/2=30.08小计35.38活荷载4×(1.6/2+4.5/2)=12.2永久荷载控制的组合：PG=γgg+ψcγqq=1.35×30.08+0.7×1.4×12.2=52.56kNm2可弯荷载控制的组合：PQ=γgg+γqq=1.2×30.08+1.4×12.2=53.18kNm2因此荷载设计值：P=53.18kNm28.3.2截面设计平台梁两端与框架柱或构造柱整体浇注，计算跨度取净跨，ln=3.36m。其中，平台梁与框架柱或构造柱整体浇注，并非理想固支也非理想简支，考虑到平台梁受扭，且在计算中未考虑扭转影响，因此偏安全的按照固支计算支座弯矩，按照简支计算跨中弯矩。同时，仅计受力最不利的一根平台梁，其他平台133 华中科技大学毕业设计论文梁配筋直接参照此平台梁配置。弯矩设计值：跨中弯矩：M=18Pln2=18×53.18×3.362=75.05kN∙m支座弯矩：M=112Pln2=112×53.18×3.362=50.033kN∙mVmax=12pln=0.5×53.08×3.36=89.34kN1、跨中截面跨中截面按倒L形受弯构件计算，因为hf"h0=80360=0.22>0.1，所以bf"=b+5hf"=250+5×80=650mm，梁的的有效高度：h0=550-40=510mm。经判别属第一类L型截面αs=Mα1fcbf"h02=75.05×1061.0×14.3×650×5102=0.058ξ=1-1-2×αs=1-1-2×0.088=0.059<0.55=ξbγs=0.5×1+1-2αs=0.5×1+1-2×0.088=0.970As=Mγsfyh0=75.05×1060.970×300×360=716mm2选配3B18，As=763mm22、支座截面支座截面按双筋矩形截面计算，受压钢筋面积：As"=804mm2αs=M-fy"As"(h0-as")α1fcbh02=75.05×106-300×804×(510-40)1.0×14.3×250×5102<0ξ<0（As"无法屈服）所以，偏安全的近似令x=2as"配筋：As=Mfy(h0-as")=75.05×106300×(510-40)=781mm2选配4B16，As=804mm23、箍筋配置梁剪力较小，直接按构造要求配箍筋，根据《抗震规范》要求，加密区箍筋间距最小值为：minhb4,8d,100=100mm，取B8@100双肢箍.加密区长度取900mm.V=0.7ftbh0+fyvAsvsh0=0.7×1.43×200×360+300×50.3×2100×360=180.7kN>89.34kN（承载力满足要求）ρsv,min=0.24ftfyv=0.24×1.43300=0.114%ρsv=Asvbs=50.3×2200×100=0.503%>ρsv,min(最小配箍率满足要求)133 华中科技大学毕业设计论文9、基础设计9.1设计参数、资料、方法9.1.1水文地质资料（1）工程地质条件工程地质条件场地位于某市交通干道傍，地质条件较为简单：场地相对完整、稳定，土层分布均匀。现将各地层特征及其分布规律自上而下分述如下:①素填土：平均厚度1.20米，由于为新近堆积的地层，具有孔隙比大、不均匀的特性，若不进行处理,此层不宜作为建(构)筑物天然地基持力层和下卧层。②粘土：平均厚度3.90米，硬塑状态，具中等压缩性，压缩模量Es=9.9Mpa，承载力特征值fak=240kPa，桩侧摩阻力系数qsa=80kPa为较好基础持力层。③粘土：平均厚度4.20米，软塑状态，软弱下卧层，承载力特征值fak=180kPa，力学强度低，不能用作基础持力层，桩侧摩阻力系数qsa=40kPa。④粉质粘土：平均厚度2.40米，分布较广泛，且连续。硬塑状态，具中等压缩性，压缩模量Es=11Mpa，桩侧摩阻力系数qsa=90kPa。⑤泥岩：强风化层，风化层较厚，桩侧摩阻力系数qsa=100kPa可作为桩端持力层，桩端阻力qpa=1200kPa。（2）建筑地点冰冻深度　　冰冻深度：室外天然地面以下300mm。（3）建筑场地类别：　　二类场地土，不考虑地下水影响，地面粗糙度B类。（4）地震设防烈度抗震按7度设防。设计基本地震加速度值为0.1g9.1.2设计参数设计参数混凝土：C30（）；钢筋：HRB400（）；箍筋：HRB335（）；133 华中科技大学毕业设计论文9.2桩基设计9.2.1桩基布置由于上层土性质太差且厚度较大，而下层土质较好，采用泥浆护壁灌注回转桩。受力为端承桩，利用泥岩层作为持力层。由《建筑地基基础设计规范》(GB50007-20011)8.5.15,无需进行地基变形验算。本设计中，室外地坪距承台顶面500mm，桩边长700。桩顶嵌入承台100mm桩底进入持力层500mm。第四层泥岩层作为预制桩的持力层。承载力特征值：=（0.2×π×4）0.8×80×3.8+0.8×40×4.2+0.8×90×2.4+100×1+0.2×π×4*0.65*1200+0.2*1200*0.2*0.2*π)=1040.64+1248+38.4=2327.04KN用最大轴力计算，用最大弯矩验算。初选桩的根数，取4根。初选承台尺寸桩距：，承台边缘距离边柱中心距离为一倍桩径，400承台两边等长：，暂取承台埋深为1.3m，承台高度h=0.8m，桩顶伸入承台100mm，钢筋保护层取50mm，则承台有效高度为：9.2.2计算桩顶荷载设计值计算桩顶荷载：取承台及其上土的平均重度桩顶平均竖向力：133 华中科技大学毕业设计论文，9.2.3抗力验算作用于柱底的设计值，，扣除承台和其上填土自重后的桩顶竖向力荷载值：，a:承台受冲切承载力验算：柱边冲切：冲切力承台高小于等于800，受冲切承载力截面高度影响系数按计算冲切比与系数的计算，取，取b:角桩向上冲切，,133 华中科技大学毕业设计论文C:承台受剪切承载力计算，剪跨比与以上中跨比相同。受剪承载力截面高度影响系数计算取为800对Ⅰ-Ⅰ斜截面（小于0.3）取剪切系数(可以)d:承台受弯承载力验算作用于柱底的设计值，，扣除承台和其上填土自重后的桩顶竖向力荷载值：，承台受弯承载力计算，选用1416，，沿平行y轴方向均匀布置。，选用1418，，沿平行x轴方向均与布置。为了施工方便，133 华中科技大学毕业设计论文两个方向都配置1418。承台边长2m.折合成每米，18@100,面积1539.另用Max组合下的内力进行验算，符合要求。9.2.4承台梁设计承台梁主要承受一层墙重力荷载。承台梁分担弯矩，承台桩基分担竖向力。承台梁上分布力为:q=3.24*6.6=21.38KN/m,，考虑实际承台梁受力比较接近两端固定的梁，假设按两端固端的梁计算弯矩，端弯矩是端弯矩是基础梁尺寸用：250×500.配筋计算1、跨中配筋计算：按矩形截面计算。考虑承台梁埋在地下，且工业厂房可能有一定腐蚀，取保护层厚度30mm.α1=1.0，β1=0.8αs=Mα1fcbh02=54.2×1061.0×14.3×250×4502=0.053ξ=1-1-2αs=1-1-2×0.053=0.054<ξb=0.518（满足）As=ξα1fcbf"h0fy=0.054×1.0×14.3×250×450360=246mm2实际配筋：2C16，As=402mm2>246mm2（满足）ρmin=(0.20,45ftfy)max=0.18%，ρmax=α1ξbfcfy=1.0×0.518×14.3360=2.1%ρ=Asbh0=402250×460=0.3%>ρminh0h且<ρmax2、支座配筋计算αs=Mα1fcbh02=108.4×1061.0×14.3×250×4602=0.106ξ=1-1-2αs=1-1-2×0.106=0.112<ξb=0.518（满足）As=ξα1fcbf"h0fy=0.112×1.0×14.3×250×460360=512mm2选配3C16，As=603mm2>512mm2，满足支座配筋的要求。3、箍筋配置直接取全梁最大剪力验算截面是否满足要求：Vmax=21.38×7.82=83.4kN。h0=500-40=460mm，h0b=460250=1.84<4Vc=0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3×250×460=411kN>83kN133 华中科技大学毕业设计论文因此梁截面满足要求，考虑到梁中剪力相对于梁尺寸而言较小，因此直接按照最小配箍率配置箍筋取箍筋为B8@200双肢箍。ρsv,min=0.24ftfyv=0.24×1.43300=0.137%ρsv=Asvbs=50.3×2250×200=0.2%>ρsv,min10、电算校核此次电算利用在土木工程界，特别是建筑结构设计中十分常用的软件：PKPM系列软件。具体步骤：首先利用PMCAD对主楼两条防震缝之间的部分整体建模，然后利用PK对横向框架进行内力计算分析，将电算结果同手算结果比较，对手算内力进行检验校核。10.1PKPM电算本次电算采用的PKPM程序版本为PKPM2010。10.1.1建筑模型与荷载输入1、轴线输入、网格生成利用“正交轴网”命令输入教学楼的定位轴线；然后利用“生成网格”命令使轴线交点自动生成网点，网点的连线为网格线。这样，梁只能布置在网格线上，柱只能布置在网点上。按照要求，将次梁也布置成主梁。2、构件定义、布置作为框架结构，需要定义两种结构构件，即柱和梁。本教学楼需要700mm×700mm的柱子类型；需要250mm×550mm次梁，300mm×70mm主梁；板厚130mm。利用“构件定义”命令定义以上截面；并且将其布置在网点与网格线上。注意：因为轴线为墙的中心线，设计时没有移动柱子和墙，框架柱的全部和框架梁的部分对轴线均无偏心。到此，第一结构标准层的基本信息已定义完毕。同理可将第二、第三、第四结构标准层定义完毕。3、设计参数在“设计信息”菜单中对以上定义的标准层中的构件信息、计算参数等进行确定。以已定义的第一结构标准层为例，需输入以下主要信息：133 华中科技大学毕业设计论文结构类型：框架结构；结构主材：钢筋混凝土；结构重要性系数：1.0；地下室层数：0；与基础相接的最大楼层号：1；梁钢筋的砼保护层厚度：20mm；柱钢筋的砼保护层厚度：20mm；框架梁端负弯矩调幅系数：0.9；梁、柱箍筋类别：HRB400；地震信息：7度抗震（0.1g）；三级框架；二类一组场地；周期折减系数：0.75；风载信息：基本风压0.35kN/m2；场地粗糙类型，B级场地；体型系数：1.3。这样，就将第一结构标准层建立起来了，利用“换标准层”命令建立其余标准层。根据本试验楼情况，需要建立4个结构标准层：底层、一般层和顶层以及顶层楼梯间。4、荷载定义因为PKPM系列结构软件无法自动计算楼板恒载，所以，需要我们利用“荷载定义”命令将楼面恒载与楼面活载以面荷载的形式布置于楼面之上，PKPM计算时会自动将其导算至相应的梁上。同时，对于直接作用在主梁上的荷载，比如说填充墙荷载，需要手算后输入到梁上。根据前文可知：每一层的各个部分的楼面做法均不尽相同，而且各个部分的活荷载分布也不尽相同，因此，先粗略定义屋面与楼面两个荷载标准层，关于楼梯、等细节荷载可以在随后的“楼面荷载传导计算”主菜单中修改。5、楼层组装每一楼层均是“结构”与“荷载”的集合体，所以，要用以上定义的结构层与荷载层组装成实际的结构。同时定义每一楼层的层高。组装完成后，利用PMCAD三维建模的工作便结束，存盘退出，形成结构整体数据文件，为以后计算做好准备。133 华中科技大学毕业设计论文10.1.2楼面荷载传导计算1、楼面荷载因为楼面恒载、活载已经在“荷载标准层”建模时输入过一部分，所以，只需修改部分荷载即可。2、楼梯间处理对于楼梯间，平台板厚为80mm。采用“楼板厚为0”的方式模拟楼梯间。至此，“第一荷载标准层”荷载输入完毕；同理输入其余荷载。由此，利用PMCAD建模完毕，利用PMCAD中“形成PK文件”命令，生成第④轴横向框架的PK数据文件，为接下来的结构内力计算做准备。10.1.3PK计算第轴横向框架在该菜单下，便可对照电算导荷结果同手算导荷结果的区别。首先可以通过查看计算简图来检验前面输入的结构和荷载信息是否正确，然后即可计算处各种荷载条件下结构的内力。有关电算与手算结果对比分析详见10.2节。10.2电算内力与手算内力对比分析10.2.1恒荷载内力下面图为利用设计软件PKPM分析得到的恒荷载作用下KJ-4的弯矩图、剪力图和轴力图。同手算的内力图相比较还存在一定的误差，但基本满足工程的要求。因为设计软件PKPM是采用结构力学的空间整体相互作用的求解方法，所以计算的结果比较准确，则手算时只考虑单榀框架的相互作用，而不是整体相互作用，同时采用二次力矩分配法手算，存在较大的误差，但对手算比较简单、工作量要少得多，也能满足工程的要求。133 华中科技大学毕业设计论文133 华中科技大学毕业设计论文10.2.2风荷载内力下图为利用设计软件PKPM分析得到的左风荷载作用下KJ-4的弯矩图。由于电算采用经典结构力学的计算方法（力法、位移法、矩阵位移法）求解水平荷载作用下的弯矩、剪力和轴力，所以计算结果可认为是精确。而手算时采用D值法，近似求解反弯点，以达到近似求解内力的目的。所以他们存在一定的误差。但都能满足实际工程的要求。133 华中科技大学毕业设计论文11、总结 毕业如期而至，崭新的纪念衫，笔挺的学士服，还有校园中熙熙攘攘的人群队伍。是到了开花结果的时候了，毕业论文答辩便是最后验证我们果实的步骤。近四个月来，自由与畅快伴随着我，正是在这样的心境下，我的毕业设计《xxxx》悄然完工。133 华中科技大学毕业设计论文从最初的中英文翻译、开题报告以及任务书的编撰，到后来的建筑设计，再到后来的计算书完善，直至最后的结构图绘制和校验，我学到了很多的东西。在这样一个系统而又全面的设计任务里，我回顾和梳理了几年来诸位师长授教予我的点点滴滴，此刻想来，仍不禁感怀喟叹。xxx老师的温言善语，同窗好友的临难解疑，本小组成员的协同合作，让我浸润在求知的乐趣中。在设计任务的各个部分，我都会遇到各式各样的困难，诸上种种，便是我解决问题的利器。在建筑设计部分，刚一开始的平面布置就给了我当头一棒。由于涉及因素较多，另外还要为之后的结构计算做铺垫，我起初涉及地很不顺利。和xxxx老师见了面之后，听取了他科学合理的建议，又咨询了班上辅修建筑学双学位的同学，才形成了现在所见到的比较完善的方案。接着说计算书的完成吧，之前的知识十分不系统也不牢固，因此这个部分的难处就凸显了出来。在对概念准确性的把控以及知识掌握的熟练程度上，我都逊色许多。结构图的绘制过程，就显得些许容易了。使用PKPM完成数据输入后，形色各式的图纸便会生成，但仍旧少不了许多的错误和瑕疵。我在这个基础之上进行了修正和改良，保证其科学性与严谨性。不经风雨，怎见彩虹。这是我此次设计任务的最深感触。12、参考文献1、各专业课教材2、国家标准和行业标准《建筑设计资料集》　　　　　《建筑制图标准》GB/T50104—2001《建筑抗震设计规范》GB50011－2010133 华中科技大学毕业设计论文《砼结构设计规范》GB50010－2010《建筑结构荷载规范》GB50009－20012　《建筑地基基础设计规范》GB50007－20083、设计手册　　　　　　　　　　　　　　　　建筑设计资料集建筑结构静力计算手册砼结构设计手册　　　　砌体结设构计手册4、标准图集国标建筑、结构图集　　中南标准建筑、结构图集平法施工图集11G101-113、致谢首先，感谢我的设计任务指导者xxxx老师，给了我许许多多科学合理并且可行性极强的建议，让我懂得了在工程实践中，严谨与求实是多么的重要。当然，还有很多我无形中领悟获得的感受及知识，是在别处无法学来的。其次，我要感谢我的同窗好友们，特别是xxxx，大多数的时间里，我是和他们处在一起的，无数次的咨询烦问，他们都耐心解答，在这种解惑释疑中，我积累了宝贵的设计经验和知识，还有我的毕业设计小组成员:xxxxxxxxxxxxx。133 华中科技大学毕业设计论文最后，我要感谢母校和学院，是你们培养了我，让我成长，让我得以有双坚强的翅膀去翱翔。再一次向在设计任务中我所遇到的人们致以诚挚的谢意！学生：瞿立明2014-6-6133'