张涛毕业设计计算书终稿

'聊城大学本科毕业设计摘要本设计主要进行了结构方案中框架5轴框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了层间荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自振周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力，找出最不利的一组或几组内力组合。选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计并完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。关键词：框架；结构设计；抗震设计-1- 聊城大学本科毕业设计AbstractThiscalculationreportiswrittenforthegraduationdesign,Itsnameis“SupermarketBuildingforLiaoChengUniverstyDesigningInstitute”.Thebuildingisconcretestructurewithfourstories.Thelengthofthebuildingis50.400m,thewidthis27.600mandtheheightis17.850m.Intheprocessof"architecturaldesign",comparethemfromallrespectstoseveralpiecesofbuildingschemeofdesigninginitialstagemainly,andchoosethefinalscheme.Andthen,tofinalbuildingscheme,havedetaileditsconcretebuildingconstructing,methodandmaterial.Intheprocessof“StructureDesign”,Firstly,Ideterminedtocalculatethe“5staxesframe”byhandanddeterminedthesketchandtheparametersoftheframe.Secondly,defineitscalculationsketchandeachcalculationparameter;Thenfixingthepermanentyearreceivedbyit,livingaccordingtothemethodofthebuilding,theearthquakeinyearofyear,windloads,calculatethatgetstheeachsectionalcontrolinternalforceaftertheinternalforceonroofbeam,post,boardandfoundationcarriesontheinternalforceandmakesup;Carryonmatchingthemuscletocalculateofeverycomponentfinally.Intheprocessofthegraduationdesign,Imadeuseofthecomputerprogramnamed“PKPM”toauditingandanalysismyresultwhichwascalculatedbyhand.Basesontherequirementofthedesigntask,Keywords:Framedstrctures;structuredesign;SuppermarketBuilding;Aseismaticdesign,-1- 聊城大学本科毕业设计中型商场设计（框架结构）1设计依据、方案及经济技术指标1.1设计资料（1）设计标高：室内设计标高±0.000,室内外高差450mm.（2）墙身做法：采用240mm烧结空心砖；用M5混合砂浆砌筑，内粉刷为混合砂浆底，纸筋灰面，厚20mm，“803”内涂料两度。外墙采用贴面砖，1：3水泥砂浆底厚20mm。（3）楼面作法：楼板顶面为地面砖地面，楼板底面为20mm厚白灰砂浆天花抹面。（4）屋面作法：现浇楼板上依次铺20mm厚水泥砂浆找平层、300mm厚水泥珍珠制品隔热找平层、20mm厚水泥砂浆找平层和SDC120复合卷材，下面依次为15mm厚白灰砂浆天花抹面。（5）基本风压：ωo=0.3KN/m2(地面粗糙度属C类)。（6）基本雪压：S0=0.3KN/m2。（7）抗震设防烈度：七度（0.15g），框架抗震等级为二级。（8）地质条件：由上至下：人工填土：厚度为1m粉质粘土：厚度为1m，地基承载力特征值为180KPa建筑场地类别为Ⅱ类；无地下水及不良地质现象。活荷载：上人屋面活荷载2.0KN/m2，办公室楼面活荷载2.0KN/m2。1.2总体布局与技术经济指标1.2.1总体布置的考虑：　　总平面设计的核心内容，是研究建筑与人的依存关系。建筑与人的依存关系是解决好建筑与功能的呼应、建筑与人际呼应、-50- 聊城大学本科毕业设计建筑与地下衔接三大有机结合的关系，故总平面设计是方案设计的关键，包括：出入口的选择；估计用地面积；包括建筑面积；停留面积，如人，货，车辆的停留；交通面积，如车道，人行道等；隔离面积，如卫生，安全要求的隔离带；分析联系关系；建筑组合可能性分析。1.2.2立面造型由于这栋中型商场是整体四层框架结构，采取大空间主要通过所设窗户，梁来衬托，另外，立面墙体采用白色外墙面砖，详细情况见立面图。　1.2.3技术经济指标（1）：总占地面积：1484.4m2（2）：总建筑面积：5752.8m2（3）：总绿化面积：2160m2（4）：道路和广场面积：1500m2（5）：绿地率：40%（6）：容积率：18%（7）：停车位：20个汽车停车位，一个自行车棚。（8）：房屋总高度为：17.850m1.2.4其他有关说明本工程合理使用年限为50年，建筑总高位17.85m，施工中的有关问题与有关部门协商。-50- 聊城大学本科毕业设计2混凝土现浇框架结构设计2.1结构布置及计算简图根据该房屋的使用要求及建筑设计要求，进行了建筑平面，立面及剖面设计，其标准层结构平面图如下。主体结构共4层，一~四层均4.2m，框架柱柱距跨度取为：6.9m，榀距取为7.2m，即平面柱网为：6.9m×7.2m。结构平面布置如图2.1所示。图2.1主次梁结构平面图2.2材料选用及截面尺寸的初步估算梁截面高度按梁跨度估算由此估算的梁截面如下表所示，起计算过程如下。表中还给出了各层所用混凝土的强度等级，其设计强度：C30(fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2)。2.2.1材料选用填充墙采用240mm厚的空心粘土砖填充，门有：塑钢门、铝合金门、木质门；窗子全采用铝合金窗。楼盖、屋盖、梁柱、楼梯等构件均采用现浇钢筋混凝土结构。混凝土强度等级C30，其设计强度：C30fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2钢筋采用HPB235-50- 聊城大学本科毕业设计fy=210N/mm2fy=210N/mm2和HPB400fy=360N/mm2和HPB335fy=300N/mm2。2.2.2构件截面尺寸初步估算：梁的截面尺寸应满足承载力，刚度及延性的要求，截面高度一般取梁跨度的1/8~1/14，当梁的负荷面积较大或荷载较大时，宜取其上限值。为防止梁发生剪切脆性破坏，梁的净跨与截面高度之比不宜小于4，梁的截面宽度可取1/3~1/2梁高，同时不小于1/2柱宽，且不应小于250mm。(1)各梁截面尺寸确定如下：A:框架主梁：取h=1/8~1/14L=1/8~1/14×6900=493~862mm，取h=700mm,取b=1/3~1/2h=250~375,取b=300mm，B:次梁：取h=1/12~1/18L=1/12~1/18×7200=480~600取h=500mm,取b=300mm，表2.1构件截面尺寸层次混凝土强度等级主梁（b×h×L）次梁（b×h×L）1~4C30300×700×6900300×500×7200(2)柱子截面尺寸确定如下：柱截面尺寸可根据柱的轴压比按下列公式计算：N=ßfgEn,Ac=N/([uN]fc)注：N为柱组合的轴压设计值；F为简直状态下的柱的负荷面积；gE为折算在单位面积上的重力荷载代表值，可根据实际荷载计算，也可近似取12~15KN/m；ß为考虑地震作用下的柱轴压力大系数，边柱取1.3不等跨内柱取1.25等跨内柱取1.2；n为验算层以上的层数，Ac为柱的截面面积；fc为混凝土轴心受压设计值了[u]为框架结构轴压比限值，可近似取值，对一级、二级和三级抗震，分别为0.7、0.8和0.9。边柱：Ac1=1.3×7.2×3.45×15×1000×4/(0.8×14.3)=169363.64mm2Ac2=1.3×6.9×3.6×15×1000×4/(0.8×14.3)=169363.64mm2若取为方柱即b=h，则411.5mm，故取柱截面均为b×h=600×600mm。按构造要求现浇混凝土板厚：h=（1/30~1/40）L次且大于80mm，计算得：h=（1/30~1/40）×3600=90mm~120mm故取板厚为120mm。-50- 聊城大学本科毕业设计2.2.3基础选用柱下独立基础，基础埋深2m，距顶面0.5m。2.2.4其他取顶层的型心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板底2~4层均为4.2m，底层柱高度从基础顶面取至一层板底，即H1=4.2m+0.5m+0.45m-0.1m=5.05m取顶层柱的型心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至底板。取第5轴线为计算单元，结构计算简图如图2所示，根据地质资料，确定基础顶面离室外地面为500mm，由此求得底层层高为5.05m。各梁柱构件的线刚度经计算后列于图2中，其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，取I=2I0（I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩）。梁柱均采用C30混凝土。梁柱刚度成比例增加，不会引起后面分配系数的改变。地震作用下的弹性侧移将更小，一定符合要求。-50- 聊城大学本科毕业设计3荷载计算3.1框架刚度及荷载统计计算3.1.1框架刚度统计框架主梁线刚度：ib2=2Ec×I。/L2=2×3.0×104×300×7003/(12×6900)=7.457×1010N·mm二～四层框架柱线刚度：ic2~4=Ec×I。/L2~4=3.0×104×600×6003/(12×4200)=7.714×1010N·mm首层框架柱线刚度：Ic1=Ec×I。/L1=3.0×104×600×6003/(12×5050)=6.416×1010N·mm在计算内力时，柱的线刚度取框架实际柱线刚度的0.9倍。即：首层框架柱线刚度:ic1=0.9×6.416×1010=5.774×1010N·mm二～四层框架柱线刚度:ic2~4=0.9×7.714×1010=6.943×1010N·mm3.1.2永久荷载恒载计算（1）屋面框架梁线荷载标准值：SDC120复合卷材0.15KN/m220mm厚水泥砂浆找平层0.4KN/m2300mm厚水泥砂浆珍珠制品隔热找平层1.2KN/m220mm厚水泥砂浆找平层0.4KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m2-50- 聊城大学本科毕业设计20mm厚白灰砂浆天花抹面0.34KN/m2合计：5.49KN/m2（2）楼面永久荷载标准值：营业厅：600mm×600mm地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2合计：4.43KN/m2仓库及消防室：600mm×600mm地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2合计：4.43KN/m2办公室：硬木地板：0.2KN/m2地板格栅：0.2KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m2隔声纸板顶棚0.2KN/m2合计：3.60KN/m2楼梯：大理石地面：28×0.015=0.42KN/m220mm厚水泥砂浆找平层0.4KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m220mm厚白灰砂浆天花抹面0.34KN/m2-50- 聊城大学本科毕业设计合计：4.32KN/m2男女更衣室：600mm×600mm地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2合计：4.43KN/m2配电室600mm×600mm地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2合计：4.43KN/m2警卫室：600mm×600mm地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2合计：4.43KN/m2卫生间：300mm×300mm防滑地面砖地面水泥浆结合层一道30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒二厚素水泥1.16KN/mSDC120复合卷材0.05KN/m2120mm厚现浇混凝土楼板3.0KN/m210mm厚白灰砂浆天花抹面0.17KN/m2-50- 聊城大学本科毕业设计合计：4.38KN/m2注：为计算数据准确可靠施工简便取楼面恒荷载为：g=4.43KN/m2（3）屋面及楼面可变荷载标准值：A：不上人屋面均布活荷载标准值：0.5KN/m2B：营业厅活荷载标准值：3.5KN/m2C：办公室及男女更衣室警卫室活荷载标准值：2.0KN/m2D：仓库及配电室活荷载标准值：5.0KN/m2E：卫生间活荷载标准值：2.5KN/m2F：楼梯间活荷载标准值：3.5KN/m2G：屋面雪荷载标准值：so=0.3KN/m2H：基本风压：wo=0.3KN/m2（4）梁柱墙门窗重力荷载计算：①：A：外墙贴瓷瓦，0.5KN/m2，内侧面20厚抹灰，采用240mm空心烧结砖，g=4.44KN/m2B：内墙采用240mm空心烧结砖，两侧抹灰，g=4.28KN/m2C:玻璃门：g=0.3KN/m2,木门:g=0.2KN/m2,,铝合金窗子：g=0.4KN/m2②：A:框架主梁自重：0.30m×0.70m×25KN/m3＝5.25KN/m梁侧粉刷：2×（0.80m-0.1m）×0.02m×17KN/m3＝0.48KN/m单梁重量：（5.25KN/m+0.48KN/m）×7.2m=41.26KNB:次梁自重：0.30m×0.50m×25KN/m3＝3.75KN/m梁侧粉刷：2×0.02m×（0.50m-0.10m）×17KN/m3＝0.27KN/m单梁重量：（3.75KN/m+0.272KN/m）×6.9m=27.75KNC:柱子线重：0.6m×0.6m×25KN/m3=9.0KN/m柱侧粉刷：4×0.02m×0.6m×17KN/m3＝0.82KN/m一层单柱重量：(0.82KN/m+9KN/m)×5.05m=49.56KN二~四层单柱重量：(0.82KN/m+9)KN/m×4.20m=41.24KN-50- 聊城大学本科毕业设计表3.1梁柱重量统计表层号构件b/mH/mr抹灰kn/mLiWi(KN)nG(KN)∑Gi(KN)1主梁0.30.7250.487.241.26351444.15091.5KN次梁0.30.5250.276.927.75601665柱子600600250.825.0549.56401982.42主梁0.30.7250.487.241.26351444.14758.7KN次梁0.30.5250.276.927.75601665柱子600600250.824.241.24401649.63主梁0.30.7250.487.241.26351444.14758.7KN次梁0.30.5250.276.927.75601665柱子600600250.824.241.24401649.64主梁0.30.7250.487.241.26351444.14758.7KN次梁0.30.5250.276.927.75601665柱子600600250.824.241.24401649.6注：其中r表示构件的重度；Wi表示单根构件的质量；n表示每层中构件的数量；梁长取净高，柱取层高。3.2重力荷载代表值计算（1）G1：第一层荷载G1=楼面恒载+50﹪楼面荷载+纵横梁自重+第二层柱、横梁墙门窗自重的一半+第一层柱、横梁墙门窗自重的一半A:梁.柱荷载：梁重：gL=1444.1KN+1265.3KN+777KN=3477.4KN柱重：gZ=(0.5×1982.4KN)+(0.5×1649.6KN)=1816KN合计：g1=5293.4KNB:二层楼面结构层恒载：（（50.4m+0.3m+0.3m）×（27.6m+0.3m+0.3m））×4.43KN/m2=6371.23KNC:二层楼面活荷载×0.5：（7.2m×5.2m×2.0KN/m2+（10.8m×5.2m+6.9m×4.2m）×5KN/m2+6.9m×7.2m×2.5KN/m2+（51m×28.2m－7.2m×5.2m－10.8m×5.2m－6.9m×4.2m－6.9m×7.2m）×3.5KN/m2）×0.5=2527.8KND:一层上半层：墙体：-50- 聊城大学本科毕业设计（0.8m×5.4m×10+2.4m×0.8m×11+1.8m×1.8m+1.2m×4×2.7m+1.7×(21.6m+0.9m×40.5m+5.2m)=188m2则：GW=188m2×4.44KN/m2=835KN门:0.3KN/m2×4×2.7×3=10KN铝合金窗：0.4×0.9×(5.4×10+2.4×11)=29KN一层上半层合计：一层上半层门窗墙体计算需用总重：Gb=874KNE:二层下半层：墙体：0.9m×（（51m+28.2m）×2+（1.2m×（3×7.2m+0.9m×42+5.2m）））×4.44KN/m2=835KN窗：1.2m×（5.4m×13+2.4m×10+0.8m）×0.4KN/m2=45.6KN二层下半层合计：二层下半层门窗墙体计算需用总重：Gb=988.4KN故G1=4385.4KN+6371.23KN+2527.8KN+874KN+988.4KN=16054.83KN（2）G2：第二层荷载：G2=楼面恒载+50﹪楼面荷载+纵横梁自重+第三层柱、横梁墙门窗自重的一半+第二层柱、横梁墙门窗自重的一半A:梁.柱荷载：梁重：gL=1444.1KN+1265.3KN+777KN=3477.4KN柱重：gZ=(0.5×1649.6KN)+(0.5×1649.6KN)=1649.6KN合计：g1=5127KNF:二层上半层：0.8m×（（51m+28.2m）×2+（1.2m×(3×7.2m+0.9m×41m)+5.2m））×4.44KN/m2=834.2KN窗子：0.9m×（5.4m×13+2.4m×10+0.8m）×0.4=KN/m234.4KN二层上半层合计：二层上半层门窗墙体计算需用总重：Gb=868.6KNG2=5127KN+6371.23KN+2527.8KN+988.4KN+868.6KN=15882.93KN（3）G3=G2=15882.93KN（4）G4：G4=屋面恒载+50﹪雪荷载+纵横梁自重+第三层柱、横梁墙门窗自重的一半G:1.2m高女儿墙自重（含粉刷层）：(50.7m+27.9m）×2×0.24m×1.2m×（15+0.4）KN/m2=697.2KNH:屋面积雪荷载×0.5：51m×28.2m×0.3KN/m2×0.5=215.73KN-50- 聊城大学本科毕业设计I:屋面恒荷载：51m×28.2m×5.49KN/m2=7895.72KN故G4=0.251649.6KN+3477.4KN+6371.23KN+215.73KN+697.2KN+868.4KN=12455KN表3.2重力荷载代表值统计表层次一层二层三层四层重力荷载代表值16054.83KN15882.9KN15882.9KN12455KN图3.1重力荷载代表值3.3横向框架侧移刚度计算侧移刚度即通过求解构件的侧移刚度D值来确定各层的剪力值的一种近似计算方法，D值法称为反弯点法，反弯点法假定：除底层外其他各层上下柱两端的转角相等，且位置固定不变，规定：底层柱的反弯点定为：2/3的柱高，其他的均定为中点处。由混凝土设计教程知，柱的侧移刚度计算式为：D=ac12EI/h3=ac12ic/h2。横梁与柱的线刚度计算如下表：表3.3横梁的线刚度ib计算表类别层次EcN/mm2×104b/mmh/mmI0/mm×109L/mmEcI0/L/N.mm×10101.5EcI0/L/N.mm×10102.0EcI0/L/N.mm×1010边主梁1~433007008.57569003.5735.367.146-50- 聊城大学本科毕业设计中主梁33007008.57569003.5735.367.146表3.4楼梯间的梁线刚度ib计算表类别层次EcN/mm2×104B/mmH/mmI0/mm×109L/mmEcI0/L/N.mm×10101.5EcI0/L/N.mm×10102.0EcI0/L/N.mm×1010纵主梁1~433007008.57534507.45711.1914.914横梁33007008.57536007.14610.7214.29表3.5柱的线刚度ic计算表层次Hc/mmEc/N/mm2b/mmh/mmIc/mm4×1010EcIc/L/N.mm×1010150503.00×1046006001.086.4162~442003.00×1046006001.087.714由混凝土设计教程知，有以下几种常见情况：图3.2线刚度计算示意图当为中间层时：i=(i1+i2+i3+i4)/2ic,此时：ac=i/(2+i);当为底层时:i=(i1+i2)/ic,此时：ac=（0.5+i）/(2+i);由教程知：对于中跨框架梁其I=2I0，则ib=2.0EcI0/L取轴线5所在的一榀架子计算：表3.6横向2~4层框架柱D值的计算：构件名称i=∑ib/2icac=i/(2+i)D=ac12ic/h2KN/mA轴柱2×7.146/(2×7.714)=0.9260.3216792.4B轴柱4×7.146/(2×7.714)=1.8520.4825230C轴柱1.8520.4825230-50- 聊城大学本科毕业设计D轴柱1.8520.4825230E轴柱2×7.146/(2×7.714)=0.9260.3216792.4表3.7一层框架梁D值计算构件名称i=∑ib/icac=（0.5+i）/(2+i)D=ac12ic/h2KN/mA轴柱7.146/6.416=1.1140.51815647.6B轴柱2×7.146/6.416=2.2270.71521616C轴柱2.2270.71521616D轴柱2.2270.71521616E轴柱7.146/6.416=1.1140.35815647.6表3.8楼梯间框架柱2~4层D值：构件名称i=∑ib/2icac=i/(2+i)D=ac12ic/h2KN/mB轴柱2×14.914/(2×6.416)=2.320.53823460.7E轴柱2×14.29/(2×6.416)=2.2270.52722996表3.9楼梯间框架柱1层D值：构件名称i=∑ib/2icac=i/(2+i)D=ac12ic/h2KN/mB轴柱2×14.914/(2×6.416)=2.320.53816227.7E轴柱2×14.29/(2×6.416)=2.2270.52715906.2表3.10D值汇总层次边柱中柱∑DiiacDi1iacDi12~4层0.9260.3216792.41.8520.4825230823572.8首层1.1140.35815647.62.2270.71521616733335.6楼梯间一层8和1轴柱E轴柱2.320.53816227.72.2270.52715906.248361.6楼梯间2~4层8和1轴柱E轴柱2.320.53823460.72.2270.5272299669917.4-50- 聊城大学本科毕业设计表3.11横向框架层间侧移刚度（N/mm）层次1234∑Di814152.2893490.2893490.2893490.2注：由上表知，∑D1/∑D2=0.755>0.7,故该框架为规则框架。表中：Ec：混凝土弹性模量；Io:梁柱换算截面惯性矩，且Io=bh3/12;现浇楼板中框架梁取：I=2Io；边框架取：Ib=1.5Io;线刚度：I=EIo/L；ac：柱侧移刚度修正系数3.4风荷载计算风压标准值计算公式为：ω=βz·μs·μz·ωo因结构高度:H＝18.000m<30m，可取βz＝1.0；对于矩形平面:μs＝1.3；μz可查荷载规范得到，当查得得μz<1.0时，取μz＝1.0；表中:A=(hi+hj）B/2为一榀框架各层节点的受风面积；将风荷载换算成作用于框架每层屋面梁或楼面梁节点上的集中风荷载，计算过程如表1所示；计算公式为：Pw=βzμsμzωo(hi+hj）B/2,计算结果如下表所示。表3.12风荷载计算表层次Z（m）βzμsμzωo（KN/m2)Hi/mHj/mB/mA(m2)Pw(KN)Vi(KN)四层17.251.1701.31.1900.34.21.27.219.4410.5610.56三层13.051.1301.31.0900.34.24.230.2414.5325.09二层8.851.0701.31.0000.34.24.230.2412.6237.71一层4.651.0201.31.0000.35.054.233.313.2550.96-50- 聊城大学本科毕业设计图3.3风荷载作用下各层所受剪力3.5地震荷载计算3.5.1用顶点位移法求结构基本周期T1：本设计仅考虑水平地震作用即可，并采用基底剪力法计算水平地震作用力。为求基底剪力，先要计算结构各层的总重力荷载代表值将各层的重力荷载代表值当作水平力，产生的楼层剪力为：图3.4重力荷载代表值-50- 聊城大学本科毕业设计V4=G4=12455KNV3=V4+G3=28337.76KNV2=V3+G2=44220.66KNV1=V2+G1=60275.5KN求顶点位移，则：U1=V1/∑D1=60275.5KN/814152.2/mm=0.074mU2=U1+V2/∑D2=0.074+44220.66KN/893490.2N/mm=0.123mU3=U2+V3/∑D3=0.123m+28337.6KN/893490.2N/mm=0.155mU4=U3+V4/∑D4=0.155m+12455KN/893490.2N/mm=0.170m地震基本周期按下式计算：T1=1.7得T1=0.7suT:计算结构基本自振周期的结构顶点假想位移（m），即：假想把集中在各层楼面处的重力荷载值Gi作为水平荷载而得到的结构顶点位移；Ψi:结构基本自振周期考虑非承重墙影响的折减系数，框架结构取：0.6-0.7；本设计计算基本周期T1，结构基本自振周期考虑非承重墙的影响，折减系数框架取：0.6—0.7，此处取：0.6；由于要考虑填充墙对基本周期的折减，故取折减系数为0.6，则T1=0.6×0.7＝0.42s由于T1<1.4Tg=1.4×0.4=0.56s，故不考虑顶层附加作用。因为设防烈度为7度第二组，查抗震设计规范得：αmax＝0.16g;设计场地类别为二类场地：故地震特征周期：Tg=0.40s；由于T1＝0.42s>Tg＝0.4s，故α1＝（Tg/T）αmax＝0.952×0.16=0.152,FEK=α1Geq=0.85α1GE=0.85×0.152×(12455+15882.9×2+16054.83)=7807KNGeq:结构等效总重力荷载，单质点应取重力荷载代表值，多质点应取总重力荷载的85%，即：Geq=0.85×(G1+G2+G3+G4）；由于T1<1.4Tg=1.4×0.4=0.56s，故不考虑附加作用。3.5.2计算地震的水平作用力-50- 聊城大学本科毕业设计则：该结构高度：H=17.85m<40m,且质量和刚度沿高度变化均匀，变形以剪切变形为主，故可用底部剪力法计算水平地震剪力值，按下式计算水平地震作用，FEK=α1Geq;α1；为相应于结构基本自振的水平地震影响系数；由Fi=(GiHi/∑GjHj)×FEK表3.13地震作用下各层所受剪力层次Hi/mGi/KNGiHi/KN.mGiHi/∑GiHiFi/KNVi/KN417.2512455214848.750.33726312631313.0515882.9207271.80.3252537.35168.328.8515882.9140563.70.2211725.36993.614.6516054.83746550.117914.57807F1=914.5KNF2=1725.3KNF3=2537.3KNF5=2631KN故地震的水平作用力如图8.所示：图3.5水平剪力示意图3.5.3地震作用下顶点的水平位移的弹性验算：U=FEK/∑D1+（FEK-F1）/∑D2+（FEK-F1-F2）/∑D3+（FEK-F1-F2-F3）/∑D4=10.5×10-3+7×10-3+5.29×10-3+2.76×10-3=25.54×10-3m层间位移验算：底层：10.5×10-3/5.05＝0.0021<满足要求；二层：7×10-3./4.2＝0.00167<满足要求；顶点位移验算：=25.54×10-3/17.25=0.00148<满足要求。-50- 聊城大学本科毕业设计经计算知：由于风荷载远小于水平地震作用，故不必验算风荷载作用下框架的弹性水平位移，肯定能够满足。3.5.4水平地震作用下框架内力计算以图中5轴线横向框架内力计算为例，框架柱端剪力及弯矩分别按下式计算：Vij=DijVi/∑Dij;Mij=Vij(1-y)h;y=y1+y2+y3+y0式中：Dij：i层的侧移刚度；h:该层层高；y：框架柱的反弯点位置；y0:框架柱标准反弯点高度；y1：因上下层梁刚度比变化修正值；y2：因上层梁刚度比变化修正值；y3：因下层梁刚度比变化修正值；y=y1+y2+y3+y0；框架柱的反弯点位置计算结果如下表所示：表3.14边柱EA轴柱反弯点位置层号h/miy0y1y2y3yyh/m44.20.9260.350000.351.4734.20.9260.410000.411.72224.20.9260.450000.451.8915.051.1140.550-0.00100.552.78表3.15中柱BCD轴柱反弯点位置：层号h/miy0y1y2y3yyh/m44.21.8520.250000.291.0534.21.8520.350000.351.4724.21.8520.450000.451.915.052.2270.700000.703.535-50- 聊城大学本科毕业设计表3.16地震荷载作用下各柱的剪力和梁端弯矩计算：层次hi/mVi/KN∑Dij(N/mm)边（AE）柱Di1Vi1yyhM下M上44.22631893490.216792.449.90.351.47072.6134.934.25168.3893490.216792.497.10.411.722167.2240.6224.26993.6893490.216792.4131.40.451.890248.4303.4815.057807814152.215647.61500.693.470509231续表3.16中柱（BCD）Di1Vi1yyhM下M上2523074.30.251.0507823425230155.40.351.470228.4424.225230197.50.451.900375454.2521606188.90.73.535667.8286.2地震荷载作用下M图：-50- 聊城大学本科毕业设计图3.6地震作用下的弯矩图图3.7地震作用下的剪力图3.5.5风荷载作用下内力计算-50- 聊城大学本科毕业设计表3.17风荷载作用下各柱的剪力和梁端弯矩计算层次hi/mVi/KN∑Dij(N/mm)边（AE）柱Di1Vi1yyhM下M上44.210.56893490.216792.40.20.351.4700.290.5534.225.09893490.216792.40.470.411.7220.811.1624.237.71893490.216792.40.710.451.8901.341.6415.0550.96814152.215647.61.00.692.7802.782.27续表3.17中柱（BCD）Di1Vi1yyhM下M上252300.30.251.0500.3150.945252300.710.351.4701.0441.938252301.060.451.9002.002.438216061.230.73.5354.351.863图3.8风荷载作用下弯矩图-50- 聊城大学本科毕业设计图3.9风荷载作用下轴力N、剪力V图3.6竖向荷载作用下框架结构内力计算3.6.1横向框架内力计算：计算单元：取5轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为6900mm，如下图所示，由于房间内布置次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如下图的阴影部分所示，计算单元范围内的的其他楼面荷载则是通过次梁和纵向框架已集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。-50- 聊城大学本科毕业设计图3.10计算单元示意图竖向荷载计算，取5轴线所在主梁：（1）、A~B轴框架梁计算：按《钢筋混凝土设计》教材中的等效原则知:对于三角形荷载：等效荷载计算式为：5/8×q对于梯形荷载而言：等效荷载计算式：q×1-2×α2+α3）-50- 聊城大学本科毕业设计图3.11顶层框架恒载计算简图图3.12标准（首层）层框架恒载计算简图图3.13顶层框架活载计算简图图3.14标准（首层）层框架活载计算简图-50- 聊城大学本科毕业设计A：屋面板传荷载：板传至梁上的三角形荷载或梯形荷载如上图所示：按《钢筋混凝土设计》教材中的等效原则知：屋面恒载计算值：（5.49KN/m2×5/8×1.725m）×2=11.85KN/m上人屋面活载：0.5KN/m>雪荷载=0.3KN/m;故由规范知，应取二者较大者作为活载计算值。屋面活载计算值：（0.5KN/m3×1.725m×5/8）×2=1.1KN/m;B：楼面板传荷载：恒载：（4.43KN/m3×1.725m×5/8）×2=9.55KN/m;活载：（3.5KN/m3×1.725m×5/8）×2=7.55KN/mC:主梁自重荷载：0.3m×0.7m×25KN/m3+17KN/m3×0.02m×[（0.7m-0.12m）×2+0.3m]=5.25KN/m+0.4964KN/m=5.75KN/m合计：A~B轴线框架梁均布荷载如下：（一）屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+11.85KN/m=17.6KN/m活载=板传活荷载=1.1KN/m（二）：楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+9.55KN/m=15.3KN/m活载=板传活荷载=7.55KN/mB~C轴线框架梁均布荷载如下：（一）：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+11.85KN/m=17.6KN/m活载=板传活荷载=1.1KN/m（二）：楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+9.55KN/m=15.3KN/m活载=板传活荷载-50- 聊城大学本科毕业设计=7.55KN/mC~D轴线框架梁均布荷载如下：（一）：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+11.85KN/m=17.6KN/m活载=板传活荷载=1.1KN/m（二）：楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+9.55KN/m=15.3KN/m活载=板传活荷载=7.55KN/mD~E轴线框架梁均布荷载如下：（一）：屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+11.85KN/m=17.6KN/m活载=板传活荷载=1.1KN/m（二）：楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载=5.75KN/m+9.55KN/m=15.3KN/m活载=板传活荷载=7.55KN/m(2)、对于边缘的框架梁：A；屋面板传恒荷载：5.49KN/m3×1.725m×5/8=5.92KN/m屋面板传活荷载：0.5KN/m3×1.725m×5/8=0.55KN/m梁自重：5.75KN/m女儿墙自重（做法：1100mm墙高，100mm厚的混凝土压顶）0.24m×1.1m×18KN/m3+25KN/m3×0.1m×0.24m+(1.2m×2+0.24m)×0.5KN/m3=6.67KN/m天沟自重：（琉璃瓦+现浇天沟）琉璃瓦自重：1.05mKN/m2×1.1KN/m2,=1.16KN/m现浇天沟自重:25KN/m3×[0.6m+(0.2m-0.08m)×0.08m+(0.6m+0.2m)×(0.5KN/m3+0.36KN/m3)]-50- 聊城大学本科毕业设计=2.13KN/m合计：3.29KN/m汇总:边缘框架梁恒荷载：5.29KN/m+5.75KN/m+6.67KN/m+1.23KN/m=19.57KN/m边缘框架梁活荷载：0.55KN/m（3）、A轴柱纵向集中荷载：A：顶层柱：恒荷载=女儿墙及天沟自重+梁自重+板传恒荷载=（6.67KN/m+3.29KN/m）×7.2m+5.75KN/m×（7.2m-0.6m）×7.2m=171KN活荷载=板传活荷载=0.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242,+0.243）×7.2m=5.58KNB：标准层柱恒荷载=墙自重+梁自重+板传恒荷载+窗自重=4.44KN/m2,×[（7.2m-0.6m）×4.2m-5.4m×2.1m]+0.4KN/m2,×5.4m×2.1m+5.75KN/m×（7.2m-0.6m）+4.43KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×7.2m=72.73KN+4.536KN+37.95KN+49.443KN=164.66KN活荷载=板传活荷载=3.5KN/m2,×1.725m×(1-2×0.242,+0.243,)×7.2m=39.06KNC;基础顶面恒荷载=底层外墙自重+基础梁自重+门口自重+窗子自重=4.44KN/m2,×[（7.2m-0.6m）×4.2m-2.7m×2.1m×2]+0.3KN/m2,×(2.7m×2.1m)×2+0.25m×0.4m×25KN/m3×(7.2m-0.6m)+[25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m]/2=100.5KN(4)、B轴柱纵向集中荷载计算-50- 聊城大学本科毕业设计A:顶层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[5.49KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=37.95KN+122.55KN=160.5.KN活荷载=板传活荷载=[0.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=11.2KNB:标准层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[4.43KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=37.95KN+98.89KN=136.84KN活荷载=板传活荷载=7.2m×[3.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]=78.13KNC:基础顶面恒荷载=基础梁自重1)G=纵向基础梁自重+横向基础梁自重=25KN/m2×(7.2m-0.6m)×0.25m×0.4m+25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m=32.125KN(5)、C轴柱纵向集中荷载计算A:顶层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[5.49KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=37.95KN+122.55KN=160.5.KN活荷载=板传活荷载-50- 聊城大学本科毕业设计=[0.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=11.2KNB:标准层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[4.43KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=37.95KN+98.89KN=136.84KN活荷载=板传活荷载=7.2m×[3.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]=78.13KN1)C:基础顶面恒荷载:G=纵向基础梁自重+横向基础梁自重=25KN/m2×(7.2m-0.6m)×0.25m×0.4m+25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m=32.25KN(6)、D轴柱纵向集中荷载计算A:顶层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[5.49KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243×2]×7.2m=37.95KN+122.55KN=160.5.KN活荷载=板传活荷载=[0.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=11.2KNB:标准层柱恒荷载=梁自重+板传恒荷载=5.75KN/m2,×（7.2m-0.6m）+[4.43KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]×7.2m=37.95KN+98.89KN=136.84KN-50- 聊城大学本科毕业设计活荷载=板传活荷载=7.2m×[3.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×2]=78.13KNC:基础顶面恒荷载=基础梁自重:G=纵向基础梁自重+横向基础梁自重=25KN/m2×(7.2m-0.6m)×0.25m×0.4m+25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m=32.25KN（7）、E轴柱纵向集中荷载：A：顶层柱：恒荷载=女儿墙及天沟自重+梁自重+板传恒荷载=（6.67KN/m+3.29KN/m）×7.2m+5.75KN/m×（7.2m-0.6m）×7.2m=171KN活荷载=板传活荷载=0.5KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242,+0.243）×7.2m=5.58KNB：标准层柱恒荷载=墙自重+梁自重+板传恒荷载+窗自重=4.44KN/m2,×[（7.2m-0.6m）×4.2m-5.4m×2.1m]+0.4KN/m2,×5.4m×2.1m+5.75KN/m×（7.2m-0.6m）+4.43KN/m2,×1.725m×（1-2×0.242+0.243）×7.2m=72.73KN+4.536KN+37.95KN+49.443KN=164.66KN活荷载=板传活荷载=3.5KN/m2,×1.725m×(1-2×0.242,+0.243,)×7.2m=39.06KNC:基础顶面恒荷载=底层外墙自重+基础梁自重+门口自重+窗子自重=5.75KN/m2,×[（7.2m-0.6m）×4.2m-2.7m×2.1m×2]+0.3KN/m2,×(2.7m×2.1m)×2+0.25m×0.4m×25KN/m3×(7.2m-0.6m)+[25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m]/2-50- 聊城大学本科毕业设计=100.5KN(8)、次梁传至主梁的集中荷载A:屋顶处传至主梁的恒荷载=次梁自重+屋面板传恒荷载=0.3m×0.5m×25KN/m3+[（0.5m-0.12m）×2+0.3m]×0.02m×17KN/m2+[5.49KN/m2×1.725m×(1-2×0.242,+0.243,)×2]×7.2m=24.75KN+0.36KN+122.55KN=149.68KN屋顶处传至主梁的活荷载=屋面传活荷载=0.5KN/m2×1.725m×7.2m×(1-2×0.242,+0.243,)×2=11.2KNB:标准层处传至主梁的恒荷载=次梁自重+楼面板传恒荷载=24.75KN+0.36KN/m×7.2m+4.43KN/m2×1.725m×2×7.2m×(1-2×0.242,+0.243)=126.2KN标准层处传至主梁的活荷载=楼面板传活荷载=3.5KN/m2×1.725m×2×7.2m×(1-2×0.242,+0.243)=78.1KN（9）、各层柱段自重首层柱段=0.6m×0.6m×25KN/m3×5.05m=45.45KN二至四层柱段=0.6m×0.6m×25KN/m3×4.2m=37.8KN综上：荷载汇总值如下图所示：-50- 聊城大学本科毕业设计图3.155轴线框架恒荷载示意图图3.165轴线框架活荷载示意图3.6.2竖向荷载作用下内力计算-50- 聊城大学本科毕业设计本设计结构采用分层法计算内力（1）、基本假定：1)在竖向荷载作用下，框架侧移小，因而可忽略不计；2)每层梁上的荷载对其他各层梁的影响很小，可以忽略不计，因此每层梁上的荷载只在该层梁及与该层梁相连的柱上分配和传递。（2）、注意事项：1)采用分层法计算时，假定框架柱的远端为固定端，这与实际情况不符，因此，除底层外其余各层的线刚度应乘以0.9的修正系数，且其传递系数有1/2改为1/3；2)按分层法计算的各梁弯矩为最终弯矩，各住的弯矩与柱相连的两层计算弯矩叠加；若节点弯矩不平衡，可将节点不平衡弯矩再分配一次；3)在内力和位移计算中，所有构件均可采用弹性刚度；4)在竖向荷载作用下，可以考虑梁端塑性变形而引起的内力重分布而对梁负弯矩进行调幅，调幅系数为：0.8—0.9；5)梁端负弯矩减小后，应按平衡条件计算调幅后的跨中弯矩，梁跨中正弯矩至少应取按简支梁计算的跨中弯矩的一半，如为均布荷载，则M中>（g+q）L2/16;6)竖向荷载作用下产生的梁弯矩应先进行调幅，再与风荷载、水平地震荷载作用产生的弯矩组合，求出各控制界面的最大最小弯矩值。（3）计算（1）、由于节点均为刚节点转动刚度：S=4i，设标准层柱的线刚度为ic=1.0,则其余各梁、柱的相对线刚度为：标准层梁：ib=0.926;底层柱的：ic=0.832各层梁、柱的线刚度及其相对线刚度如下图所示：-50- 聊城大学本科毕业设计图3.17各层构件的线刚度值图3.18各层构件的相对刚度值-50- 聊城大学本科毕业设计（2）、对于顶层均布恒载产生的梁端弯矩：M=q1L2/12=17.6KN/m×(7.2m)2×1/12=76KN.m集中恒载产生的梁端弯矩：M=F1L/8=149.68KN×7.2m/8=134.7KN.m对于标准层均布恒载产生的梁端弯矩：M=q2L2/12=15.3KN/m×(7.2m)2×1/12=66.1KN.m集中恒载产生的梁端弯矩：M=F2L/8=126.2KN×7.2m/8=113.6KN.m恒荷载分布图如下：图3.19恒荷载分布图-50- 聊城大学本科毕业设计图3.20修正后各构件的相对刚度值（3）、分配系数顶层：边横梁：u1=S1/(S1+S2)=4×0.926/（4×0.926+4×0.9）=0.51边柱：u2=0.49中横梁：u3=0.336中柱：u4=0.328标准层：边柱：u5=0.33边横梁：u6=0.34中横梁：u7=0.254中柱：u8=0.246首层：边柱：u9=0.339边横梁：u10=0.348中横梁：u11=0.258中柱：u12=0.251（4）、有结构力学知识得：取半跨进行计算如下：-50- 聊城大学本科毕业设计图3.21顶层半跨力矩分配过程其他各层类同上述计算过程，最后将各节点的不平衡弯矩重新分配几次直至精度足够为止，最终计算结果如下图所示：图3.22恒荷载（均布荷载、集中荷载）分布图由力矩分配法得半结构弯矩图如下：-50- 聊城大学本科毕业设计图3.23半结构恒荷载弯矩示意图-50- 聊城大学本科毕业设计将结构完整后对不平衡弯矩再分配得最终弯矩图如下所示：图3.24恒荷载分布图图3.25恒荷载作用下弯矩图-50- 聊城大学本科毕业设计图3.26恒荷载作用下剪力图图3.27恒荷载做作用下轴力图-50- 聊城大学本科毕业设计表3.18恒荷载内力计算表恒荷载内力计算表杆端内力值(乘子=1)杆端1杆端2单元码轴力剪力弯矩轴力剪力弯矩1-457.190911-15.591581626.2458290-457.190911-15.5915816-52.4916580224.5326338109.765134-140.22304424.5326338-122.004865-182.450118322.8286627116.396227-171.90189522.8286627-115.373772-168.374427422.8286627115.373772-168.37442722.8286627-116.396227-171.901895524.5326338122.004865-182.45011824.5326338-109.765134-140.2230446-994.8916701.20204023-2.02343439-994.8916701.202040234.046868787-961.5548360.00000000-0.00000000-961.5548360.000000000.000000008-994.891670-1.202040232.02343439-994.891670-1.20204023-4.046868789-457.19091115.5915816-26.2458290-457.19091115.591581652.491658010-347.425777-40.124215487.7313866-347.425777-40.1242154-80.790318411-10.7384712111.056074-146.546777-10.7384712-120.713925-179.86636412-8.82954213116.228658-171.131079-8.82954213-115.541341-168.75983513-8.82954213115.541341-168.759835-8.82954213-116.228658-171.13107914-10.7384712120.713925-179.866364-10.7384712-111.056074-146.54677715-236.369703-29.385744265.7564587-236.369703-29.3857442-57.66366701627.2397359112.362594-153.46296427.2397359-119.407405-177.7675601722.8567636115.834661-169.31869222.8567636-115.935338-169.6660281822.8567636115.935338-169.66602822.8567636-115.834661-169.3186921927.2397359119.407405-177.76756027.2397359-112.362594-153.46296420-124.007108-56.625480195.7992972-124.007108-56.6254801-142.02771921-56.6254801124.007108-142.027719-56.6254801-147.112891-221.74267222-51.2454256137.193034-206.438957-51.2454256-133.926965-195.17102123-51.2454256133.926965-195.171021-51.2454256-137.193034-206.43895724-56.6254801147.112891-221.742672-56.6254801-124.007108-142.02771925-756.4905762.90601138-6.50135490-756.4905762.906011385.7038928926-730.8072910.00000000-0.00000000-730.8072910.000000000.0000000027-756.490576-2.906011386.50135490-756.490576-2.90601138-5.7038928928-347.42577740.1242154-87.7313866-347.42577740.124215480.790318429-519.5479920.99708224-3.03139209-519.5479920.997082241.1563533330-499.7246080.00000000-0.00000000-499.7246080.000000000.0000000031-519.547992-0.997082243.03139209-519.547992-0.99708224-1.1563533332-236.36970329.3857442-65.7564587-236.36970329.385744257.663667033-284.3059255.38005447-7.29251446-284.3059255.3800544715.303714334-267.8539310.00000000-0.00000000-267.8539310.000000000.0000000035-284.305925-5.380054477.29251446-284.305925-5.38005447-15.303714336-124.00710856.6254801-95.7992972-124.00710856.6254801142.027719-50- 聊城大学本科毕业设计图3.28活荷载分布示意图图3.29活荷载作用下弯矩图-50- 聊城大学本科毕业设计图3.30活荷载作用下剪力图图3.31活荷载作用下轴力图-50- 聊城大学本科毕业设计表3.19活荷载内力计算表活荷载内力计算表杆端内力值（乘子=1)杆端1杆端2单元码轴力（N）剪力（V）弯矩（M）轴力（N）剪力（V）弯矩（M）1-195.399164-9.1392700715.3844379-195.399164-9.13927007-30.7688759212.929742061.5268507-80.163448012.9297420-68.6681492-104.800927312.229586965.4137784-98.770755612.2295869-64.7812215-96.5884346412.229586964.7812215-96.588434612.2295869-65.4137784-98.7707556512.929742068.6681492-104.80092712.9297420-61.5268507-80.16344806-419.2789790.74366029-1.25182815-419.2789790.743660292.503656317-408.1437130.00000000-0.00000000-408.1437130.000000000.000000008-419.278979-0.743660291.25182815-419.278979-0.74366029-2.503656319-195.3991649.13927007-15.3844379-195.3991649.1392700730.768875910-133.872313-22.069012149.3945721-133.872313-22.0690121-43.295278811-0.7211410362.6006620-85.5809602-0.72114103-67.5943379-102.80914212-0.6635189465.2059609-97.8147951-0.66351894-64.9890390-97.066414913-0.6635189464.9890390-97.0664149-0.66351894-65.2059609-97.814795114-0.7211410367.5943379-102.809142-0.72114103-62.6006620-85.580960215-71.2716512-21.347871142.2856814-71.2716512-21.3478711-47.375377216-9.7503080361.7220436-81.1003232-9.75030803-68.4729563-104.39097117-9.0130532965.3968272-98.6927802-9.01305329-64.7981727-96.627422318-9.0130532964.7981727-96.6274223-9.01305329-65.3968272-98.692780219-9.7503080368.4729563-104.390971-9.75030803-61.7220436-81.100323220-9.54960758-11.597563033.7249460-9.54960758-11.5975630-14.984818921-11.59756309.54960758-14.9848189-11.5975630-9.24039242-13.918026622-10.94862449.28657649-13.5255018-10.9486244-9.50342351-14.273624023-10.94862449.50342351-14.2736240-10.9486244-9.28657649-13.525501824-11.59756309.24039242-13.9180266-11.5975630-9.54960758-14.984818925-285.1970511.44381547-3.52651599-285.1970511.443815472.5375089826-278.5812700.00000000-0.00000000-278.5812700.000000000.0000000027-285.197051-1.443815473.52651599-285.197051-1.44381547-2.5375089828-133.87231322.0690121-49.3945721-133.87231322.069012143.295278829-152.3967521.38619338-2.45683805-152.3967521.386193383.3651741430-148.6031920.00000000-0.00000000-148.6031920.000000000.0000000031-152.396752-1.386193382.45683805-152.396752-1.38619338-3.3651741432-71.271651221.3478711-42.2856814-71.271651221.347871147.375377233-18.52696890.64893863-2.33301749-18.52696890.648938630.3925247634-19.00684700.00000000-0.00000000-19.00684700.000000000.0000000035-18.5269689-0.648938632.33301749-18.5269689-0.64893863-0.3925247636-9.5496075811.5975630-33.7249460-9.5496075811.597563014.9848189-50- 聊城大学本科毕业设计3.7框架内力组合3.7.1结构抗震等级结构的抗震等级可根据结构类型、地震烈度、房屋高度等因素确定。该建筑的类型为钢筋混凝土现浇框架结构，地震设防烈度为7度，房屋总高度为17.850m，根据表《现浇钢筋混凝土房屋的抗震等级》可知，本工程的框架为二级抗震等级。3.7.2框架梁内力组合本工程考虑三种内力组合，即：1.2SGK+1.4SQK，1.35SGK+1.0SQK，及rRE(1.2(SGE+0.5SQ2K)+1.3SEK)。此外，对于本工程，1.2SGK+1.4SWK这种内力组合与考虑地震作用的组合相比一般较小，对结构设计不起控制作用，故不予考虑。各层梁的内力组合见下表，表中SGK、SQ1K、SQ2K三列中的两端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.85）。框架抗震设计时，一般应考虑以下的基本组合：（1）水平地震作用效应与重力荷载代表值效应组合规则在结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合中，除风荷载起控制作用的高层建筑应考虑风荷载外，9度时的高层建筑、长悬臂、大跨度结构、平板型网架屋盖框架跨度大于24m的屋架应考虑竖向地震作用，一般结构只考虑水平地震作用效应与重力荷载代表值效应的组合。其表达式为：S=rGSGE+rEHSEHK式中：S：结构构件内力组合设计值，包括组合的弯矩、轴力、剪力设计值；rG：重力荷载分项系数，一般情况用1.2，当重力荷载效应对结构构件承载能力有不利影响时，不应大于1.0。rEH：水平地震作用分项系数，取1.3；SGE：重力荷载代表值的效应；（2）竖向荷载（包括全部恒载、屋面活载）的效应组合规则考虑到竖向全部竖向荷载一般比重力荷载代表值要大，且计算结构构件截面承载力时不存在抗震承载力调整系数，所以框架在竖向荷载作用下所需的构件承载力有可能超过考虑地震作用时的构件承载力，因此，尚需按无地震作用时，在正常使用情况下内力组合进行承载力计算。构件的内力组合表达式为：S=rGSGE+rQSQK式中：S：结构构件内力组合的设计值，包括组合的弯矩、轴力、剪力设计值rG-50- 聊城大学本科毕业设计：恒载分项系数，一般情况下取：1.2；当恒荷载为有利荷载时，不应大于1.0;rQ：活荷载分项系数，一般取1.4；SGK、SQK：分别为恒载标准值和楼面活荷载标准值在构件计算截面上产生的内力标准值。考虑建筑物所在地风压值较小而抗震设防烈度较高（7度），且本工程为一般多层框架结构，因此，因此风荷载参与内力组合一般不起多大作用，因此只考虑恒载和活载的效应组合。框架梁、柱截面的最不利内力组合规则框架梁的截面通常取梁两端、柱边缘处截面和跨中截面为构件的控制截面，梁端截面是最大负弯矩、最大剪力作用的截面，而水平地震作用下还可能出现正弯矩，因此，内力组合要找出最不利负弯矩、最不利正弯矩，用于计算梁端上部、下部的配筋，还要找出最不利剪力，用于梁端斜截面抗震承载力计算，配置箍筋。跨中截面一般是最大正弯矩作用的截面，有时也可能出现负弯矩，因此要组合出最不利正弯矩和可能出现的负弯矩，用于梁跨内配筋。框架柱的控制截面取柱的上下两端的截面，因为此处截面的弯矩最大，剪力相同而轴力相差值仅为柱自重，当柱采用对称配筋时，不利内力组合一般为Mmax及相应的N、Nmax及相应的M、Nmin及相应的M。但是在组合时尚可结合结构的受力特点（满布荷载）、荷载组合中的实际情况（仅有重力荷载代表值+左震和重力活载代表值+右震时），适当简化。非抗震设计时，结构构件截面承载极限状态的设计表达式为：ro0.1，此种情况不起控制作用，故取：bf=2300mm③：T截面类别判别：选取最不利内力：M16=202.3KN.mM17=224.3KN.mM中=217.5KN.mV=145.1KNα1fcbfhf(h0-hf/2)=1.0×14.3N/mm2×2300mm×120mm×(665mm-120mm/2)=2387.8KN.m>M=217.5KN.m该T截面属于第一类T截面αs=M/(α1fcbfh02)=217e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×2300mm×6652)=0.015ξ=1-（1-2αs）1/2=0.015fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=1.0×14.3N/mm2×2300mm×665mm×0.015/300N/mm2=1093.3mm2-4- 聊城大学本科毕业设计选配：4Ф20实配：1256mm2ｐ=As/bh=1256/(300*700)=0.6%>pmin=0.25%所以满足配筋要求。将下部胯间截面的4Ф20全部伸入支座，作为制作截面处的M作用下的受压钢筋。（2）斜截面受弯、剪承载力计算：①10当M=224.3e6N.m时：受弯配筋计算：M=fyAs/(h0-αs)As=M/fy(h0-αs)=24.3e6N.m/300mm*(665mm–35mm)=1186.7mm2选配：4Ф20实配：1256mm220当M=202.3e6N.m时：受弯配筋计算：M=fyAs/(h0-αs)As=M/fy(h0-αs)`=202.3e6N.m/300mm*(665mm–35mm)=901.9mm2选配：4Ф18实配：1017mm2②受剪承载力计算：A：梁截面尺寸复核：因为：hw=h0=665mmhw/b=665mm/300mm=2.216<4所以：取：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×300mm×665mm=784.5KN.m>V=145.1KN.m截面尺寸满足要求B:验算是否按构造配筋：由于存在集中力，所以考虑剪跨比的影响，剪跨比：λ=a/ho=3450/665=5.19>3；故选取λ=3-4- 聊城大学本科毕业设计[1.75/(λ+1)]fcbho=[1.75/4]×14.3N/mm2×300mm×665mm=124.8KN.m<145.1KN.m所以计算配筋配置腹筋有两种方式：a：只配箍筋；b：配箍筋和弯起筋；首先考虑仅配箍筋的情形：如下：V=[1.75/(λ+1)]fcbho+fsvAsvho/s145.1e3=[1.75/4]×14.3N/mm2×300mm×665mm+210N/mm2×Asv/s×665mmAsv/s=0.145取2Ф8，Asv=100.6mm2求得：s=692mm取：2Ф8@150配箍率:psvmin=0.24ft/fyv=0.24×[1.43/210]×100%=0.15%Psv=2×50.3/[300×150]×100%=0.22%>psvmin=0.15%注：梁端第一根箍筋距梁端应小于50mmC：梁端箍筋加密区设计：①：加密区长度：Lm=max(1.5hb,500)mm=max(1050mm,500mm)=1050mm②：加密区箍筋间距：s=min(hb/4,8d,100)mm=min(175,160,100)mm=100mm箍筋在地震作用下受剪验算：0.42fcbho+1.25fsvAsvho/s=0.42×14.3N/mm2×300mm×665mm+1.25×210N/mm2×[100.6/100]×665mm=295.4KN>145.1KN既：箍筋设置满足抗震规范要求总计：加密区箍筋：2Ф8@100加密区长度：Lm=1050mm；非加密区箍筋：2Ф8@150；-4- 聊城大学本科毕业设计表4.1框架梁正截面配筋表框架梁正截面配筋表截面位置b(mm)h(mm)ho(mm)M(KN.m)fc(N.mm)ft(N.mm)fy(mm)αsξAsAs取值配筋一层支座处E30070066540614.31.433600.2140.2441931.219644Ф25D左300700665374.914.31.433600.1970.2221758.119644Ф25D右300700665380.714.31.433600.2010.2261793.119644Ф25C左300700665361.714.31.433600.1910.213169519644Ф25C右300700665361.714.31.433600.1910.213169519644Ф25B左300700665380.714.31.433600.2010.2261793.119644Ф25B右300700665374.914.31.433600.1970.2221758.119644Ф25A30070066540614.31.433600.2140.2441931.219644Ф25跨中ED中300700665254.114.31.433600.01750.01761072.712564Ф20DC中300700665228.714.31.433600.01570.01585962.910174Ф18CB中300700665228.714.31.433600.01570.01585962.910174Ф18BA中300700665254.114.31.433600.01750.01761072.712564Ф20-4- 聊城大学本科毕业设计续表4.1框架梁正截面配筋表框架梁正截面配筋计算截面位置b(mm)h(mm)ho(mm)M(KN.m)fc(N.mm)ft(N.mm)fy(mm)αsξAsAs取值配筋二层支座处E30070066544514.31.433600.2350.27142150.622142Ф25+2Ф28D左300700665374.414.31.433600.1970.222175919644Ф25D右30070066537314.31.433600.19660.2211751.719644Ф25C左300700665383.514.31.433600.2020.2281808.219644Ф25C右300700665383.514.31.433600.2020.2281808.219644Ф25B左30070066537314.31.433600.19660.2211751.719644Ф25B右300700665374.414.31.433600.1970.222175919644Ф25A30070066544514.31.433600.2350.27142150.622142Ф25+2Ф28跨中ED中300700665250.114.31.433600.01750.01761072.712564Ф20DC中300700665239.514.31.433600.01650.0166100912564Ф20CB中300700665239.514.31.433600.01650.0166100912564Ф20BA中300700665250.114.31.433600.01750.01761072.712564Ф20-4- 聊城大学本科毕业设计续表4.1框架梁正截面配筋表框架梁正截面配筋计算截面位置b(mm)h(mm)ho(mm)M(KN.m)fc(N.mm)ft(N.mm)fy(mm)αsξAsAs取值配筋三层支座处E300700665336.214.31.433600.17720.21557.416102Ф20+2Ф25D左300700665313.314.31.433600.1650.1821439.415204Ф22D右300700665307.714.31.433600.16220.178141115204Ф22C左300700665308.714.31.433600.1630.179141615204Ф22C右300700665308.714.31.433600.1630.179141615204Ф22B左300700665307.714.31.433600.16220.178141115204Ф22B右300700665313.314.31.433600.1650.1821439.415204Ф22A300700665336.214.31.433600.17720.21557.416102Ф20+2Ф25跨中ED中300700665249.514.31.433600.0170.017104112564Ф20DC中30070066524014.31.433600.01650.01664101112564Ф20CB中30070066524014.31.433600.01650.01664101112564Ф20BA中300700665249.514.31.433600.0170.017104112564Ф20-4- 聊城大学本科毕业设计续表4.1框架梁正截面配筋表框架梁正截面配筋计算截面位置b(mm)h(mm)ho(mm)M(KN.m)fc(N.mm)ft(N.mm)fy(mm)αsξAsAs取值配筋四层支座处E300700665202.314.31.433600.1070.114901.910174Ф18D左300700665224.314.31.433600.1180.126998.510174Ф18D右300700665205.914.31.433600.1070.114901.910174Ф18C左300700665210.914.31.433600.1110.11893210174Ф18C右300700665210.914.31.433600.1110.11893210174Ф18B左300700665205.914.31.433600.1070.114901.910174Ф18B右300700665224.314.31.433600.1180.126998.510174Ф18A300700665202.314.31.433600.1070.114901.910174Ф18跨中ED中300700665217.514.31.433600.0150.015911.310174Ф18DC中300700665196.214.31.433600.01350.0136823.510174Ф18CB中300700665196.214.31.433600.01350.0136823.510174Ф18BA中300700665217.514.31.433600.0150.015911.310174Ф18-4- 聊城大学本科毕业设计表4.2框架梁斜截面受剪承载力配筋框架梁斜截面受剪承载力配筋框架梁VbhfcftfyvβAsv1nhohwhw/b截面验算Asv/SS梁端加密配箍加密区长度非加密区配箍KNmmmmN/mm2N/mm2N/mm2mm2肢mmmmmmmmL1-220130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.546184.42Ф8@10010502Ф8@150L2-3165.430070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.291346.12Ф8@10010502Ф8@150L3-4165.430070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.291346.12Ф8@10010502Ф8@150L4-520130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.546184.42Ф8@10010502Ф8@150L6-718130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.4022502Ф8@10010502Ф8@150L7-816430070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.2813582Ф8@10010502Ф8@150L8-916430070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.2813582Ф8@10010502Ф8@150L9-1018130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.4022502Ф8@10010502Ф8@150L11-12184.730070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.4292342Ф8@10010502Ф8@150L12-13144.930070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.1446992Ф8@10010502Ф8@150L13-14144.930070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.1446992Ф8@10010502Ф8@150L14-15184.730070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.4292342Ф8@10010502Ф8@150L16-17145.130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.14536922Ф8@10010502Ф8@150L17-18156.730070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.2244492Ф8@10010502Ф8@150L18-19156.730070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.2244492Ф8@10010502Ф8@150L19-20145.130070014.31.432101.050.326656652.2713212.50.14536922Ф8@10010502Ф8@150-4- 聊城大学本科毕业设计4.3框架柱截面设计及配筋计算4.3.1框架柱的内力组合取每层柱顶和柱底两个控制截面，按以下方式进行组合。注意：在考虑地震作用效应的组合中，取屋面雪荷载的内力进行组合。（1）、柱端弯矩M和轴力N的组合设计值抗震设计：M=1.2MEK+1.3MEKN=1.2NEK+1.3NEKM=rRE(1.2(MGK+0.5MQK)+1.3MEK)V=rRE(1.2(VGK+0.5VQK)+1.3VEK)非抗震设计时：M=1.2MEK+1.4MQKV=1.3VGK+VQKM=1.2MGK+1.4M`KV=1.2VGK+1.4VQK式中：MGK、MQK为恒荷载、楼面荷载在柱端截面产生的弯矩标准值；NGK、NQK为由恒荷载、楼面活荷载在柱端截面产生的轴力标准值；MGK、NGK、MQK、NQK为由重力荷载标准值及水平地震作用标准值在柱端产生的弯矩、轴力标准值。由于柱是偏心受力构件且一般采用对称配筋，故应从上述组合中找出下列最不利组合的内力：1)、Mmax及相应的N2）、Nmax及相应的M3)、Nmin及相应的M（2）、柱端弯矩设计值调整-1- 聊城大学本科毕业设计1）、一、二、三级框架梁的节点处除框架柱顶和轴压比小于0.15者及框架梁和框架柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下式的要求：∑Mc=ηc∑Mb式中；∑Mc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性理论分析分配；∑Mb为节点左右梁端截面逆时针或顺时针方向组合的弯矩设计值之和；ηc：柱端弯矩增大系数，一级为1.4，二级为1.2，三级为1.1。2）、为了避免框架柱脚过早屈服，一、二、三级框架结构的底层柱下端截面的弯矩设计值，应分别乘以增大系数1.5、1.25和1.15。此处，底层是指无地下室的基础以上或地下室以上的首层。（3）、柱端组合剪力设计值的调整抗震设计时，一、二、三级的框架柱和框支柱端部组合的剪力设计值应按下式调整：V=ηvc(Mct+Mcb)/Hn式中：V：柱端截面组合的剪力设计值；Hn：柱的净高；Mct、M`：分别为柱的上下端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值并取最大值计算，应符合上述柱端弯矩设计值调整的要求。内力组合如下表所示：-1- 聊城大学本科毕业设计表4.3A轴框架柱内力组合表层次截面位置内力恒荷载活荷载地震作用rRErRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKIMI`N(KN)NminMNmaxM左右一层柱顶M44.626.2289.4-289.40.75334-230.286.490.2334-230.286.4N1245.9195.4369.3-369.30.751569.3849.21877.41768.61569.3849.21877.4柱底M-22.3-13-354.5354.50.75-371.6319.7-43-45-371.6319.7-43N1295.5195.4369.3-369.30.751614893.81944.31828.11614893.81944.3二层柱顶M68.736.8258-2580.75330-173.2129.5134330-173.2129.5N930.3313397236-2360.751127.6667.413901303.81127.6667.41390柱底M-74.6-42211.1-211.10.75291.86-119.8142.71159.51291.86-119.8142.71N971.57133.9236-2360.751164.8704.61445.51353.31164.8704.61445.5三层柱顶M4940.3204.5-204.50.75261.6-137.2106.45115.22261.6-137.2106.45N613.3771.27118.3-118.30.75699.4468.8899.3835.8699.4468.8899.3柱底M-55.9-35.9-142.1142.10.75-205.0-72.1-111.4-117.3-205.0-72.1-111.4N654.6171.27118.3-118.30.75736.6505.9955885.3736.6505.9955四层柱顶M120.712.73114.7-114.70.75226.22.53175.7162.7226.22.53175.7N295.019.5536.5-36.50.75305.4189.3407.8367.4305.4189.3407.8柱底M-81.4-28.7-61.761.70.75-146.3-26-138.6-137.9-146.3-26-138.6N336.259.5536.5-36.50.75342.51271.3403.5416.9342.51271.3463.5层次SS地震作用rRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKVmax115.599.14180.4-180.4194-157.730.231.5258240.1222.07131.4-131.4216.1-135.776.279288329.3921.3597.1-97.1130.7-58.660.965.2174.3456.6311.6014.8-14.870.6241.7388.184.2117.5-2- 聊城大学本科毕业设计表4.4B轴框架柱内力组表层次截面位置内力恒荷载活荷载地震作用rRErRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKIMImaxN(KN)NminMNmaxM左右左右一层柱顶M-3.4-2.1243.3-243.30.75-241.2233.2-6.69-7341.2233.26.69N1689.4419.370.83-70.830.751778.21640.126702614.31778.21640.12670柱底M1.71.1-567.6567.60.75555.4-551.443.6555.4551.44N1739419.370.83-70.830.751822.81685277026741822.816852770二层柱顶M-4.8-2.16386.1-386.10.75284.3-381.7-8.64-8.8381.7381.78.64N1273.2285.233.36-386.10.751306.71241.72004.021927.11241.71241.72004.0柱底M5.53-318.8318.80.75317.1-304.510.410.8317.1304.510.4N1314.4285.233.36-33.360.751343.81278.82059.641976.61343.81278.82059.6三层柱顶M-1-2.86360.7-360.70.75-349.5-353.9-4.21-5.2353.9353.9-5.2N858.13152.411.46-11.460.751136.1830.1310.91243.1830830.1243.1柱底M2.62.1-194.1194.10.75192.5-1865.616.06192.51865.61N899.37152.411.46-11.460.75889.2866.81366.61292.6889.2866.81366.6四层柱顶M-13-0.33198.9-198.90.75182.1-205.8-17.88-16205.8205.8-17.88N444.818.532.46-2.460.75411.1406.3619.01560406.3406.3619.01柱底M6.22-66.366.30.7571.1-58.210.3710.2471.158.210.37N486.0518.532.46-2.460.75448.2443.2674.7609.2448.2443.4674.2层次SS地震作用rRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKVmax11.20.74189-189185.7-182.92.36215247.622.911.44197.4-197.4195.7-189.25.375.5261311.39155.4-155.4204.1-1502.743.15272.145.40.6574.3-74.377.6-68.17.947.4102.46-2- 聊城大学本科毕业设计表4.5C轴框架柱内力组合表层次截面位置内力恒荷载活荷载地震作用rRErRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKMmaxN(KN)NminMNmaxM左右左右一层柱顶M00243.3-243.30.75237.2-237.200237.2237.20N1656.3408.6000.751674.31674.32644.125591674.31674.32644.1柱底M00567.63-567.630.75562.2-562.200237.2237.20N1705.9408.1000.751719171927112618.4171917192711二层柱顶M00386.1-386.10.75376.4-376.400376.4-376.40N1247.5278.6000.751040.11040.119631887.041040.11040.11963柱底M00318.8318.80.75310.8-310.800310.8310.80N1288.7278.6000.751285.21285.22018.41936.51285.21285.22018.4三层柱顶M00360.74-360.740.75351.7-351.700351.7351.70N838.3148.6000.75821.34821.341280.31214821.34821.341280.3柱底M00194.14-194.140.75189.3-189.300189.3189.30N879.54148.6000.75858.5858.513361263.5858.5858.51336四层柱顶M00199-1990.75194-194001941940N428..219.01000.75328.4328.4597.3540.6328.4328.4597.3柱底M0066.3-66.30.7564.6-64.60064.664.60N469.5919.01000.75431.2431.2653590.1431.2431.2653层次SS地震作用rRE(1.2(SGK+0.5SQK)+1.3SEK)1.35SEK+SEK1.2SEK+1.4SEKVmax10074.3-74.372.4-72.40096.5200155.4-155.4151.5-151.500202300197.4-197.5192.5-192.500256.7400189-189184.3-184.300245.7-2- 聊城大学本科毕业设计4.3.2框架柱截面的计算与配筋计算选用的材料：混凝土强度：C35fc=16.7N/mm2ft=1.57N/mm2钢筋强度：HRB235fy=210N/mm2HPB400fy=360N/mm2ξb=β1/(1+fy/Esεcu)=0.8/(1+360N/mm2/2e5N/mm2×0.0033)=0.518框架柱正截面设计（1）、轴压比验算：选取各柱中N最大值：为B轴一层处的柱：N=2770KN轴压比：μN=N/（fcAc）=2770e3KN/(16.7N/mm2×600mm×600mm)=0.489<[1.05]则B轴柱的轴压比满足要求（2）、截面尺寸复核：取ho=600mm-35mm=565mm，Vmax=247.6KN因为：hw/b=565mm/300mm=0924<4所以：取公式：：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×16.7N/mm2×600mm×565mm=1415.3KN>247.6KN所以截面尺寸满足要求（3）、正截面受弯承载力计算①由于柱的同一截面同时受正反两方向的弯矩作用，故采用对称配筋的形式Nb=α1fcbh0ξb=1.0×16.7N/mm2×600mm×565mm×0.518=2932.6KN从柱的内力组合表知：Nmax=2770KN1.0所以取ζ1=1.0575%Mmax则柱的计算长度lo,取下列二式中的较小者Lo=[1+0.15(ψu+ψL)]HLo2=[2+0.2ψmin]H式中：ψu、ψL：柱的上下端节点交汇处的和柱线刚度之和、交汇处的各梁线刚度之和的比值Ψmin：ψu、ψL中的较小者；Ψu=（6.416e4KN.m+7.714e4KN.m）/(7.457e4KN.m×2)=0.95ψL=0Ψmin=min(ψu、ψL)=0Lo=[1+0.15(ψu+ψL)]H=(1+0.15×0.95)×5.05m=5.77mLo2=[2+0.2ψmin]H=2×5.05m=10.1mlo=min(lo、lo1)=5.77meo=M/N=555.4e6N.m/2770e3N=304.7mmea=max(20mm,600mm/30)=20mm-1- 聊城大学本科毕业设计ei=eo+ea=324.7mmζ=0.5fcA/N=0.5×16.7N/mm2×600mm×600mm/1822.8e3N=1.65>1.0所以取ζ1=1.0575%Mmax柱的计算长度lo,取下列二式中的较小者Lo=[1+0.15(ψu+ψL)]HLo2=[2+0.2ψmin]H式中：ψu、ψL：柱的上下端节点交汇处的和柱线刚度之和、交汇处的各梁线刚度之和的比值Ψmin：ψu、ψL中的较小者；Ψu=（2*7.714e4KN.m）/(7.457e4KN.m×2)=1.03ψL=0.95Ψmin=min(ψu、ψL)=0.95Lo=[1+0.15(ψu+ψL)]H=(1+0.15×1.98)×4.2m=5.43mLo2=[2+0.2ψmin]H=2×4.2m=16.4mlo=min(lo、lo1)=5.43meo=M/N=192.5e6N.m/889.2e3N=216.5mmea=max(20mm,600mm/30)=20mmei=eo+ea=226.5mm-1- 聊城大学本科毕业设计ζ=0.5fcA/N=0.5×16.7N/mm2×600mm×600mm/889.2e3N=3.38>1.0所以取ζ1=1.051.0所以取ζ1=1.053取λ=3-1- 聊城大学本科毕业设计因为0.3fcA=0.3×16.7N/mm2×(600mm)2=1803.6KN185.7KN所以截面满足要求V=[1.75/(λ+1)]ftbho+fyvAsvho/SAsv/s={V-[1.75/(λ+1)]ftbho}/(fyvho)<0则以构造配筋：取复式箍筋4Ф10@200②三层最不利组合：M=192.15KN.mN=889.2KNV=204.1KN因为剪跨比：λ=Hn/(2ho)=5.05m/(2×0.565)=4.47>3取λ=3因为0.3fcA=0.3×16.7N/mm2×(600mm)2=1803.6KN>N=889.2KN所以N=889.2KN0.25βcfcbh0=0.25×1.0×16.7N/mm2×565mm=1415.3KN>204.1KN所以截面满足要求Asv/s={V-[1.75/(λ+1)]ftbho}/(fyvho)<0由于是<10d=10×20mm=200mm按构造配箍：取复式箍筋4Ф10@200③柱加密区设计：柱端的加密区箍筋选用复式箍筋4Ф10@100由柱的轴压比：μN=N/（fcAc）=2770e3KN/(16.7N/mm2×600mm×600mm)=0.489<[1.05]查表得：内插法：λv=0.11+0.02×（0.489-0.16）/0.1=0.128Pmin=λvfc/fyv=0.128×16.7/210=1.02%Asv/s>PvAcor/∑L=1.02×600×600/(8×600)=0.762取Ф10As=78.5mm2则S=max(H1/3,500)=max(5050/3,500)=1683.3mm取hL=1800mm一层柱顶：L1>=max(600，H1/3,500)=max(600，5050/6,500)=841.7mm-1- 聊城大学本科毕业设计取L1=900mm2—4层柱：柱底和柱顶L=max(600,4200/6,500)=700mm取L=800mm裂缝验算B轴柱一层：eo/ho=304.7mm/565mm=0.539<0.55可不进行验算B轴柱三层：eo/ho=216.5mm/565mm=0.383<0.55可不进行验算结构构件加密区的设计原则：由震害调查知：框架柱的破坏主要集中在框架柱的上下端一定区段内，有加密要求的情形：①柱端：取截面高度（圆柱取直径），柱净高的1/6和500mm三者中的最大值；②底层柱：柱跟部不小于柱净高的1/3，当有刚性地面时，除柱端外尚应取刚性地面上下各500mm；③剪跨比大于2的柱和设置填充墙等形成的柱净高与柱截面高度之比小于4的柱，取全高；④一级二级框架柱的角柱取全高；⑤框支柱取全高；⑥需提高变形能力的柱取全高。3、框架柱的配筋表如下：-1- 聊城大学本科毕业设计表4.6框架柱正截面配筋表（大偏心）框架柱正截面配筋表（大偏心）层次部位bhhoLofcfyMNeoeaeiζ1ζ2ηeξ是否构造配筋Asa=AsAsmin=AsaminmmmmmmmN/mm2N/mm2N.mKNmmmmmm///mm/mm2mm2一层A16006005655.0516.7360-431944.322.12042.11.01.01.68335.70.343是10174Ф186006005655.0516.7360-371.616142320431.01.01.753400.285是1017B16006005655.0516.7360427701.42021.41.01.02.42316.80.489是10174Ф226006005655.0516.7360555.41822.8304.720324.71.01.01.16220.322否1520C16006005655.0516.736002711020201.01.02304.80.479是10174Ф226006005655.0516.7360562.21719327203471.01.01.096440.304否1417二层A26006005655.7716.7360142.711445.598.720118.71.01.01.35425.80.255否10174Ф186006005655.7716.7360291.861164.8250.620270.61.01.01.16577．70.206否1017B26006005655.7716.736010.42059.64520251.01.02.683320.364是10174Ф186006005655.7716.7360317.11343.8236202561.01.01.165630.237否1017C26006005655.7716.736002018.4020201.01.03.13270.3565是10174Ф186006005655.7716.7360310.81285.2241.820261.81.01.01.16568.40.227否1017三层A36006005655.4316.7360-111.4955116.6520136.651.01.01.274390.169是10174Ф186006005655.4316.7360-205736.6278.320298.31.01.01.125600.60.130否1017B36006005655.4316.73605.611366.64.12024.11.01.02.547326.40.241是10174Ф186006005655.4316.7360192.5889.2216.520236.51.01.01.158538.80.157否1017C36006005654.5316.736001336020201.01.02.86322.30.236是10174Ф186006005655.4316.7360189.3858.5220.120240.51.01.01.155542.80.152否1017四层A46006005654.5316.7360-138.6463.5299203191.01.01.086100.082否10174Ф186006005654.5316.7360-146.3342.51427204471.01.01.067380.061否1017B46006005654.5316.736010.37674.215.42035.41.01.01.733324.10.12是10174Ф186006005654.5316.736071.1448.2158.620178.61.01.01.145469.50.08是1017C46006005654.5316.73600653020201.01.02.33110.115是10174Ф186006005654.5316.736064.6431.2150201701.01.01.1534610.076是1017-1- 聊城大学本科毕业设计表4.7框架柱斜截面配筋表框架柱斜截面配筋表柱名NVbhfcftfyvAsv1nhohwhw/b截面验算Asv/SS梁端加密配箍加密区长度非加密区配箍KNKNmmmmN/mm2N/mm2N/mm2N/mm2/mmmm/KN/mm/mm/A1161419460060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@8018004Ф10@200B11822.8185.760060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@8018004Ф10@200C11719184.360060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@8018004Ф10@200A21164.8216.160060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200B21343.8195.760060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200C21285.2192,560060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200A3736.6130.760060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200B3889.2204.160060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200C3858.5151.560060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200A4342.570.660060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200B4448.277.660060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200C4431.272.460060016.71.5721078.545655651.881415.3<02004Ф10@808004Ф10@200注：加密区取4Ф10@80加密区高度：对于角柱全长加密；一层柱底取：1800mm一层柱顶取：900mm其他各层柱：均为800mm-1- 聊城大学本科毕业设计4.4次梁截面设计及配筋计算4.4.1次梁内力计算（1）计算采用的内力分析方法次梁按考虑塑性内力充分布的方法进行计算。（2）次梁截面尺寸确定由混凝土教材知，截面尺寸确定按如下方式进行：取h=1/12~1/18L=1/12~1/18×7200=480~600取h=500mm,取b=300mm，图4.1次梁上的梯形荷载顶层;g1=5.49KN/m2×1.725m×(1-2×0.242+0.243)×2=17.02KN/m2q1=0.5KN/m2×1.725m×(1-2×0.242+0.243)×2=1.55KN/m2设计值：g+q=1.2×17.02KN/m2+1.4×1.55KN/m2=22.6KN/m2由混凝土教材知梁与板柱现浇：M1=-1/16×(g+q)×(7.2m)2=-73.2KN.mM12中=1/14×(g+q)×(7.2m)2=83.7KN.m三跨以上时离端的二支座：M2左=M2右=-1/11×(g+q)×(7.2m)2=-106.5KN.mM23=1/16×(g+q)×(7.2m)2=73.2KN.mM3左=M3右=-1/14×(g+q)×(7.2m)2=-83.7KN.mM34=1/16×(g+q)×(7.2m)2=73.2KN.m按混凝土教材对内力进行调整，得内力图如上图所示：图4.2次梁顶层弯矩图-1- 聊城大学本科毕业设计图4.3次梁顶层剪力图标准层;g2=4.43KN/m2×1.725m×(1-2×0.242+0.243)×2=13.37KN/m2q2=3.5KN/m2×1.725m×(1-2×0.242+0.243)×2=10.85KN/m2设计值：g+q=1.2×13.37KN/m2+1.4×10.85KN/m2=31.67KN/m2由混凝土教材知梁与板柱现浇：M1=-1/16×(g+q)×(7.2m)2=-102.6KN.mM12中=1/14×(g+q)×(7.2m)2=117.3KN.m三跨以上时离端的二支座：M2左=M2右=-1/11×(g+q)×(7.2m)2=-149.2KN.mM23=1/16×(g+q)×(7.2m)2=102.6KN.mM3左=M3右=-1/14×(g+q)×(7.2m)2=-117.3KN.mM34=1/16×(g+q)×(7.2m)2=102.6KN.m按混凝土教材对内力进行调整，得内力图如下图所示：图4.4次梁标准层弯矩图图4.5次梁标准层剪力图-1- 聊城大学本科毕业设计截面承载力计算：4.4.2次梁配筋计算（1）正截面受弯承载力计算当梁下部受拉时，按T型截面设计；当梁上部受拉时，按矩型截面设计。①：材料选用：梁内纵筋：HRB235级钢筋（fy=210N/mm2）；混凝土选用C30fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2，ξb=0.518②：T截面翼缘宽度确定：A：按跨度考虑时：bf=L/3=7200mm/3=2400mmB：按梁间间距时：bf=b+Sn=300mm+3600mm=3900mmC：按翼缘厚度时：h0=h-αs=500mm-35mm=465mm由于翼缘厚hf=板厚=120mm；hf/h0=120mm/465mm=0.258>0.1，此种情况不起控制作用，故取：bf=2400mm③：T截面类别判别：选取最不利内力：M=83.7KN.mα1fcbfhf(h0-hf/2)=1.0×14.3N/mm2×2400mm×120mm×(465mm-120mm/2)=1667.9KN.m>M=83.7KN.m该T截面属于第一类T截面αs=M/(α1fcbfh02)=83.7e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×2300mm×6652)=0.0057546ξ=1-（1-2αs）1/2=0.00577fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=1.0×14.3N/mm2×2400mm×465mm×0.00577/300N/mm2=307mm2选配：3Ф14实配：461mm2ｐ=As/bh=461/(300×500)=0.307%>pmin=0.25%所以满足配筋要求。将下部胯间截面的3Ф14全部伸入支座，作为制作截面处的M作用下的受压钢筋。（2）斜截面受弯、剪承载力计算：①：最左侧次梁梁端-1- 聊城大学本科毕业设计选取最不利内力：M=73.2KN.mV=78KNαs=M/(α1fcbfh02)=73.2e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×300mm×4652)=0.0789ξ=1-（1-2αs）1/2=0.0823fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=1.0×14.3N/mm2×300mm×465mm×0.0823/210N/mm2=781.8mm2选配：4Ф16实配：804mm2ｐ=As/bh=804/(300×500)=0.536%>pmin=0.25%所以满足配筋要求。受剪承载力计算：A：梁截面尺寸复核：因为：hw=h0=465mmhw/b=465mm/300mm=1.55<4所以：取：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×300mm×465mm=498.7KN.m>V=64.1KN.m截面尺寸满足要求B:验算是否按构造配筋：0.7ftbho=0.7×14.3N/mm2×300mm×465mm=139.64KN.m>78KN.m所以按构造配筋取2Ф8，s=150mm即：2Ф8@150配箍率:psvmin=0.24ft/fyv=0.24×[1.43/210]×100%=0.163%Psv=2×50.3/[300×150]×100%=0.22%>psvmin=0.163%②左侧第二支座左侧次梁梁端选取最不利内力：M=106.4KN.mV=85.8KNαs=M/(α1fcbfh02)=106.4e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×300mm×(465mm)2)=0.115-1- 聊城大学本科毕业设计ξ=1-（1-2αs）1/2=0.122fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=1.0×14.3N/mm2×300mm×465mm×0.122/210N/mm2=1160.5mm2选配：4Ф20实配：1256mm2ｐ=As/bh=1256/(300×500)=0.837%>pmin=0.25%所以满足配筋要求。受剪承载力计算A：梁截面尺寸复核：因为：hw=h0=465mmhw/b=465mm/300mm=1.55<4所以：取：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×300mm×465mm=498.71KN.m>V=85.8KN.m截面尺寸满足要求B:验算是否按构造配筋：0.7ftbho=0.7×14.3N/mm2×300mm×465mm=139.64KN.m>85.8KN.m所以按构造配筋取2Ф8，s=150mm即：2Ф8@150配箍率:psvmin=0.24ft/fyv=0.24×[1.43/210]×100%=0.163%Psv=2×50.3/[300×150]×100%=0.22%>psvmin=0.163%注：梁端第一根箍筋距梁端应小于50mmC：梁端箍筋加密区设计：①：加密区长度：Lm=max(1.5hb,500)mm=max(750mm,500mm)=750mm②：加密区箍筋间距：s=min(hb/4,8d,100)mm=min(125,144,100)mm=100mm总计次梁配箍如下：加密区箍筋：2Ф8@100加密区长度：Lm=750mm；非加密区箍筋：2Ф8@150；其他梁段计算同于上述过程。各梁段的配筋如下表所示：-1- 聊城大学本科毕业设计表4.8次梁斜截面配筋计算次梁控制截面受剪承载力配筋部位梁端截面b(mm)h(mm)ho(mm)M(KN.m)fc(N.mm)ft(N.mm)fy(mm)αsξAsAs取值配筋屋面次梁L1-2L7-8300500465106.414.31.433000.1150.122812.39423Ф20L2-3L6-7300500465106.414.31.433000.1150.122812.39423Ф20L3-4L4-5L5-630050046583.714.31.433000.090.09476299423Ф20标准层次梁L1-2L7-8300500465149.214.31.433000.1610.176493210174Ф18L2-3L6-7300500465149.214.31.433000.1610.176493210174Ф18L3-4L4-5L5-6300500465117.314.31.433000.1260.136901.910174Ф18屋面梁跨中L1-2L7-830050046583.714.31.433000.01130.011346037633Ф18L2-3L6-730050046573.214.31.433000.010.01527.37633Ф18L3-4L4-5L5-630050046573.214.31.433000.010.01527.37633Ф18标准层跨中L1-2L7-8300500465117.314.31.433000.01580.0159847.610174Ф18L2-3L6-7300500465102.614.31.433000.01380.0139740.610174Ф18L3-4L4-5L5-6300500465102.614.31.433000.01380.0139740.610174Ф18-1- 聊城大学本科毕业设计表4.9次梁斜截面配箍计算层次梁名称VmaxbhfcftfyvAsv1nhowhw/b截面验算Asv/SS梁端加密配箍加密区长度非加密区配箍KNmmmmN/mm2N/mm2N/mm2N/mm2/mmmm/KN/mm/mm/屋面处次梁L1-285.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L2-385.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L3-485.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L4-585.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L6-785.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L7-885.830050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150标准层次梁L1-2120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L2-3120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L3-4120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L4-5120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L6-7120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150L7-8120.230050014.31.4321050.324654651.55497.8<02002Ф10@1007502Ф10@150-1- 聊城大学本科毕业设计4.5板的设计及配筋计算4.5.1屋面板的设计（1）板的材料选用：混凝土采用C30fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2，ξb=0.518板内纵筋：HRB235级钢筋（fy=210N/mm2）；（2）板的配筋计算：板按考虑内力重分布的方法计算。按构造要求现浇混凝土板厚：h=（1/30~1/40）L次且大于80mm，计算得：h=（1/30~1/40）×3600=90mm~120mm故取板厚为120mm。板的长宽比：L1/L2=2.09<3，宜按双向板设计，按沿短边方向受力的单向板设计时，应沿长边方向布置足够数量的构造钢筋。此处以单向板设计。图4.6板上的均布荷载分布示意图（3）屋面处：gk=5.49KN/m2qk=0.5KN/m2由于屋面板与梁现浇在一起，则：Lo=Ln=3.3m恒载设计值：线恒载设计值：g=1.2×5.49KN/m2=6.885KN/m2q=1.4×0.5KN/m2=0.7KN/m2即每米板宽线荷载：g+q=6.885KN/m2+0.7KN/m=7.288KN/m2内力计算由于混凝土现浇板是连续现浇的，由混凝土教材得，②—⑦轴线间的板应考虑板的内拱作用，相应弯矩设计值应乘以0.8的折减系数。屋面处：gk=4.43KN/m2qk=3.5KN/m2由于屋面板与梁现浇在一起，则：Lo=Ln=3.3m恒载设计值：线恒载设计值：g=1.2×4.43KN/m2=5.316KN/m2q=1.4×3.5KN/m2=4.9KN/m2即每米板宽线荷载：g+q=5.316KN/m2+4.9KN/m=10.316KN/m2则：屋面板和楼面板配筋计算如下表所示：屋面板的配筋计算-0- 聊城大学本科毕业设计表4.10屋面板的配筋计算屋面板的配筋计算板带部位截面边区板带（①—②，⑦—⑧轴线处）②—⑦轴线处①支座左端边跨跨中离端第二支座离端第二跨跨中中间支座端支座×0.8端跨跨中×0.8αm-1/161/14-1/111/16-1/14-1/141/16M=αm(g+q)l2-5.05.67-7.25.0-5.67-4.5364.0αs=M/(α1fcbfh02)0.0350.040.05030.0350.040.0320.028ξ0.03560.040.05170.03560.040.032240.0284As=α1fcbfh0ξ/fy242275.6352242275.6219.54193.2选配Ф8@180Ф8/10@180Ф8/10@180Ф8@180Ф8/10@180Ф8@200Ф8@200实配As2793583582793582522524.5.2楼面板的设计(过程同于屋面板)图4.11标准层板的配筋计算标准层板的配筋计算板带部位截面边区板带（①—②，⑦—⑧轴线处）②—⑦轴线处①支座左端边跨跨中离端第二支座离端第二跨跨中中间支座端支座×0.8端跨跨中×0.8αm-1/161/14-1/111/16-1/14-1/141/16M=αm(g+q)l2-6.957.95-10.16.95-7.956.635.56αs=M/(α1fcbfh02)0.04860.05560.07060.04860.05560.04450.0389ξ0.050.05720.07330.050.05720.04550.0389As=α1fcbfh0ξ/fy339.4389.7499.3339.4389.7310270选配Ф8/10@180Ф8/10@180Ф10@150Ф8/10@180Ф10@180Ф8/10@180Ф8/10@180实配As358436.1523.3358436.1358358-0- 聊城大学本科毕业设计4.6楼梯的设计及配筋计算4.6.1楼梯选型该设计中选用梁板式楼梯，包括如下设计内容：踏步板、楼梯斜梁、平台板和平台梁的计算与构造。（1）踏步板：梁式楼梯的梯段踏步板由斜板和三角形踏步组成，斜板厚度一般取t=30~50mm，每级踏步板内受力钢筋不得少于2Ф8@，沿板斜向的分布钢筋不少于Ф8@250（2）梯段斜梁梯段斜梁不做刚度验算时，斜梁高度通常取h=(1/10~1/14)lo，lo为梯段斜梁水平方向的计算跨度。（3）平台板、梁的设计梁式楼梯的平台板一边支撑于平台梁上，一边或三边支撑在楼梯间墙体上，平台板可按单向板或双向板进行内力和配筋计算，并满足相应的构造要求。（具体细节剪《混凝土设计》教材P84~85）4.6.2梁式楼梯设计与计算数据参数：H1=14×150mm=2100mmL=14×300mm=4200mmLo=7200mm平台宽度：L=1500mm一、踏步板及斜板设计（1）、荷载计算踏步尺寸300mm×150mm，斜板厚度取：t=30~50mm，取t=40mmcosа=300mm/((150mm2)+(300mm2))1/2=0.8944截面平均高度为：h=150mm/2+40mm/0.8944=120mm（2）、荷载统计：恒荷载：踏步板自重线荷载设计值：1.2×（0.12m×0.3m×25KN.m3）=1.08KN/m踏步板面层线荷载设计值：1.2×（0.15m+0.3m）×0.65KN.m2=0.35KN/m踏步板抹灰自重设计值：1.2×0.335m×0.03m×17KN.m3=0.14KN/m合计：g=1.57KN.m-0- 聊城大学本科毕业设计踏步板活荷载线荷设计值：q=1.4×3.5m×0.3m=1.47KN/m设计值：g+q=3.04KN.m（3）、内力计算斜梁截面尺寸：b×h=150mm×300mm,踏步计算跨度：lo=ln+b=1545mm-300mm+150mm+200mm=1395mm踏步板跨中弯矩值：M=1/8(g+q)lo2=0.74KN.m（4）、截面承载力设计计算：踏步板计算截面尺寸：b×h=120mm×300mmho=h-as=120mm-20mm=100mmαs=M/(α1fcbfh02)=0.74e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×300mm×1002)=0.0172ξ=1-（1-2αs）1/2=0.0174fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=35.5mm2则每个踏步采用：选配：2Ф8实配：As=101mm2踏步内斜板分布筋：Ф8@200mm二、楼梯斜梁设计（1）、荷载计算：踏步板传荷载：0.5×3.04KN/m×1.545m×10m/3=7.828KN/m斜梁自重：1.2×（0.3m-0.4m）×0.15m×25KN.m3×1/0.894=1.31KN/m斜梁抹灰：1.2×（0.3m-0.4m）×0.02m×17KN.m3×1/0.894=0.24KN/m合计：g+q=3.04KN.m（2）、内力计算取平台梁截面尺寸：b×h=200mm×400mm,斜梁跨度：lo=ln+b=4200mm+200mm=4400mm踏步板跨中弯矩值：M=1/8(g+q)lo2=22.7KN.mV=1/2(g+q)lncosа=17.6KN（3）、承载力计算斜梁按T型截面配筋计算：取ho=h-as=300mm-35mm=265mm①T截面翼缘宽度确定：-0- 聊城大学本科毕业设计A：按跨度考虑时：bf=L/6=4400mm/6=733.3mmB：按梁间间距时：bf=b+Sn/2=150mm+1545mm/2=922.5mmC：按翼缘厚度时：h0=h-αs=300mm-35mm=265mm由于翼缘厚hf=板厚=40mm；hf/h0=40mm/265mm=0.151>0.1，此种情况不起控制作用，故取：bf=733,3mm②T截面类别判别：α1fcbfhf(h0-hf/2)=1.0×14.3N/mm2×265mm×733.3mm×(265mm-40mm/2)=680.8KN.m>M=22.7KN.m该T截面属于第一类T截面αs=M/(α1fcbfh02)=22.7e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×733.3mm×2652)=0.0308ξ=1-（1-2αs）1/2=0.03132fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy满足配筋要求。=290.1mm2>pminbh=0.15%×150mm×300mm=67.5mm2选配：3Ф12实配：339mm2③梁斜截面配筋计算：A:梁截面尺寸复核：因为：hw=h0=265mmhw/b=265mm/150mm=1.77<4所以：取：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×150mm×265mm=142.1KN.m>V=22.7KN.m截面尺寸满足要求B:验算是否按构造配筋：0.7ftbho=0.7×14.3N/mm2×150mm×265mm=39.79KN.m>17.6KN.m所以按构造配筋取2Ф8，s=200mm即：2Ф8@200配箍率:psvmin=0.24ft/fyv=0.24×[1.43/210]×100%=0.163%-0- 聊城大学本科毕业设计Psv=2×50.3/[300×150]×100%=0.22%>psvmin=0.163%箍筋配筋满足设计要求。C：梁端箍筋加密区设计：①：加密区长度：Lm=max(1.5hb,500)mm=max(200mm,500mm)=500mm②：加密区箍筋间距：s=min(hb/4,8d,100)mm=min(75,96,100)mm=75mm总计斜梁配箍如下：加密区箍筋：2Ф8@75加密区长度：Lm=500mm；非加密区箍筋：2Ф8@200；4.6.3平台梁、平台板的设计（1）平台梁截面取：200mm×400mm（2）平台梁荷载分布如下图4.7平台梁荷载分布示意图（3）楼梯板长：L=4.7mg1=4.43KN/m2b=1.605m活载：q1=3.5KN/m2所以g+q=4.7m×1.605m×(4.43KN/m2×1.2+3.5KN/m2×1.4)=77.06KN所以P=1/2(g+q)=38.5KN则M=54.9KN.m均布荷载：q=0.3m×0.5m×25KN/m3×1.2+3.5KN/m2×0.3m×1.4=5.22KN/m则M中=7.77KN.m总弯矩图如下所示：-0- 聊城大学本科毕业设计M图剪力图图4.8弯矩及剪力图αs=M/(α1fcbfh02)=62.4e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×300mm×3652)=0.1092ξ=1-（1-2αs）1/2=0.116fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=605.5mm2>pminbh=0.25%×400mm×200mm=200mm2选配：3Ф18实配：763mm2满足配筋要求。（4）平台梁斜截面配筋计算：A:梁截面尺寸复核：因为：hw=h0=365mmhw/b=365mm/200mm=1.825<4所以：取：0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×200mm×365mm=261KN.m>V=62.4KN.m截面尺寸满足要求B:验算是否按构造配筋：-0- 聊城大学本科毕业设计剪跨比：λ=a/ho=1425mm/365mm=3.9>3；故选取λ=3[1.75/(λ+1)]fcbho=[1.75/4]×14.3N/mm2×200mm×365mm=67.53KN.m>42.7KN.m所以按构造配筋取2Ф8，s=200mm即：2Ф8@200配箍率:psvmin=0.24ft/fyv=0.24×[1.43/210]×100%=0.163%Psv=2×50.3/[300×150]×100%=0.22%>psvmin=0.163%箍筋配筋满足设计要求。C：梁端箍筋加密区设计：①：加密区长度：Lm=max(1.5hb,500)mm=max(600mm,500mm)=500mm②：加密区箍筋间距：s=min(hb/4,8d,100)mm=min(100,144,100)mm=100mm总计次梁配箍如下：加密区箍筋：2Ф8@100加密区长度：Lm=500mm；非加密区箍筋：2Ф8@200；平台板的配筋同于标准层楼板的配筋：Ф10@1504.7雨棚的设计及配筋计算4.7.1雨棚的构造要求（1）雨棚板计算及构造要求：雨棚板不做刚度验算时，板的根部截面高度一般取h=(1/8~1/12)lo，lo为板的计算跨度，板的端部截面高度一般不小于60mm。雨棚板计算时一般取1m板带作为计算单元，雨棚板支撑于雨棚梁上，以梁的边缘作为固定端按悬臂板计算。雨棚上的荷载除板自重、抹灰等恒载外，还有均布活荷载、雪荷载、施工集中荷载，施工集中荷载施作用于雨棚梁的端部。上述三种活荷载不同时考虑，按其最不利情况进行计算。雨棚板按根部弯矩进行配筋计算，一般不进行受剪承载力验算。雨棚板的受力钢筋一般在板的上部设置，钢筋伸入雨棚梁的长度应满足受拉钢筋达到抗拉强度时的锚固长度要求。（2）雨棚梁的计算与构造-0- 聊城大学本科毕业设计雨棚梁不做刚度验算时，梁截面高度一般取h=（1/8~1/12）lo，lo为梁的计算跨度雨棚梁上的荷载有：雨棚梁自重、抹灰荷载、梁上砌体自重的竖向荷载，雨棚梁上的线扭矩计算表达式为：mT=(g+q).lo(lo/2+b/2)，lo为雨棚板计算跨度，b为雨棚梁宽度，雨棚梁一般支撑于门窗洞口两侧的墙上，雨棚梁在竖向荷载作用下简化为简支梁计算，按简支梁计算弯矩和剪力。支座最大扭矩内力为Tmax=1/2mTlo，lo为雨棚板计算跨度。雨棚梁支撑于墙上的长度不宜小于370mm；梁的受扭纵向钢筋应布置在截面周边，纵向钢筋在支座内的锚固长度应满足受拉钢筋达到抗拉强度时的锚固长度的要求；雨棚梁的箍筋应采用封闭式，末端应做成135度的弯钩，弯钩末端平直长度应不小于5d和50mm。4.7.2配筋计算（1）雨棚板一设计：Lo=1500mm板的根部截面高度一般取：h1=(1/8~1/12)lo=（187.5mm，125mm）取h=150mmlo为梁的计算跨度板的端度取为：h2=70mm>60mm板的等效厚度：hx=(h1+h2)/2=110mm取1m板宽恒载：gk=1m×0.19m×25KN/m3+1m×0.03m×17KN/m3×2=5.771KN/m2qk=0.5KN/m2设计值：g+q=1.2×5.771KN/m2+1.4×0.5KN/m2=7.624KN/m图4.9荷载示意图根部：M=(g+q)l2/2=4.3KN.mV=(g+q)l=22.87KNαs=M/(α1fcbfh02)=4.3e6N.mm/(1.0×14.3N/mm2×1000mm×902)=0.037ξ=1-（1-2αs）1/2=0.377fyAs=α1fcbfh0ξ-0- 聊城大学本科毕业设计As=α1fcbfh0ξ/fy=231.3mm2>pminbh=0.25%×400mm×200mm=200mm2选配：Ф8@180mm实配：763mm2（2）雨棚板二设计：Lo=3000mm板的根部截面高度一般取：h1=(1/8~1/12)lo=（375mm，250mm）取h=300mmlo为梁的计算跨度板的端度取为：h2=80mm>60mm板的等效厚度：hx=(h1+h2)/2=190mm取1m板宽恒载：gk=1m×0.19m×25KN/m3+1m×0.03m×17KN/m3×2=5.771KN/m2qk=0.5KN/m2设计值：g+q=1.2×5.771KN/m2+1.4×0.5KN/m2=7.624KN/m图4.10雨棚荷载示意图根部：M=(g+q)l2/2=17.154KN.mαs=M/(α1fcbfh02)=0.0415ξ=1-（1-2αs）1/2=0.0424fyAs=α1fcbfh0ξAs=α1fcbfh0ξ/fy=491mm2>pminbh=0.25%×400mm×200mm=200mm2选配：Ф10@150mm实配：As=523mm2（3）雨棚梁受弯剪扭共同作用①抗剪承载力设计以边次梁作为雨棚梁：截面尺寸：b×h=300m×500m取1m长作为计算单元，线扭矩荷载：mT=(g+q).lo(lo/2+b/2)-0- 聊城大学本科毕业设计lo为雨棚板计算跨度；b为雨棚梁宽度；mT=(g+q).lo(lo/2+b/2)=7.624m×3m×(3/2+0.3/2)=37.74KN.mTmax=1/2mTlo=18.87KN.m验算截面尺寸以及受扭筋是否需要按计算配筋V/bho+T/Wt=V/bho+T/[b2(3h-b)/6]=1.35N/mm2<0.24fc=0.25×14.3N/mm2=3.575N/mm2按计算配置βt=1.5/(1.0+0.5VWt/(Tbho)=1.28>1.0取1.0带入抗剪强度计算式V=(1.5-βt)fcbho+1.25fsvAsvho/sAsv/s=(V-(1.5-βt)fcbho)/(1.25fsvho)<0按构造配筋：2Ф8@200mm①抗扭强度计算Acor=bcor×hcor=(300mm-50mm)×(500mm-50mm)=112500mm2μcor=2(bcor+hcor)=1400mm带入抗扭计算公式：T=<0.35βtfcWt+1.2(ζ)1/2ftAyvAcor/S18.87e6=<0.35×1.0×0.7×18e6+1.2×(1.3)1/2×210×112500×Asvt/SAsvt/S=0.4656取Ф10则Asvt1=78.5mm2S=<168.6mm所以取S=150mm计算所需受扭纵筋面积AstL=ζfyvAsvtAcor/fyS=494.3mm2Ptl=AstL/bh=494.3mm2/300mm×500mm=0.33%>pmin=0.6ft/fy(T/bh)1/2=0.291%取3Ф16则AsvtL=603mm2-0- 聊城大学本科毕业设计5柱下独立基础的设计及配筋计算采用柱下独立基础，混凝土强度等级C30fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2钢筋采用HRB400fy=360N/mm2。图5.1基础受力简图5.1⑤轴线A基础计算5.1.1基础受力分析1)基顶荷载选用柱底荷载：对内力进行标准组合，选出最不利的基础顶面内力，选出竖向荷载和地震荷载组合的最不利组合值，Mmax、Nmin、Nmax及其对应的剪力值；由框架内力组合表得：A基础的荷载设计值如下所示：第一组：M1=-371.6KN.mN=1614KNV=194KN第二组：M2=319.7KN.mN=893.8KNV=157.7KN第三组：M3=-43KN.mN=1944.3KNV=30.2KN2)由基础梁传至基顶的竖向荷载:G=顶层外墙自重+基础梁自重+门窗自重=4.44KN/m2×[(7.2m-0.6m)×4.2m-2.7m×2.1m×2]+0.3KN/m2×(2.7m×2.1m)×2+0.25m×0.4m×25KN/m3×(7.2m-0.6m)=92.63KN3)由基础梁传至基顶的荷载设计值为;e=0.65m/2-0.25m/2=0.2mGe=92.63KN×0.2m=18.53KN.m假定基础高度为0.9m，作用于基底的弯矩和相应基顶的轴力设计值为：-0- 聊城大学本科毕业设计第一组：Mbot=M1-Ge+Hj×V1-0.05m×N1=-371.6KN.m-18.53KN.m+0.9m×194KN-0.05m×1614KN=296.16KN.mNbot=1614KN+92.63KN=1706.6KN第二组：Mbot=M2-Ge+Hj×V2-0.05m×N2=319.7KN.m-18.53KN.m+0.9m×157.7KN-0.05m×893.8KN=398.4KN.mNbot=893.8KN+92.63KN=986.43KN第三组：Mbot=M3-Ge+Hj×V3-0.05m×N3=-43KN.m-18.53KN.m+0.9m×30.2KN-0.05m×1944.3KN=-131.57KN.mNbot=1944.3KN+92.63KN=2036.9KN4)、基础尺寸的确定①初估截面尺寸选用Nmax进行估算：由上述知选用第三组内力值进行估算：A=Nmax/(fak-rmd)=2036.93KN/(180KN/m2-20KN/m3×2.0m)=14.55m2取l/b=1.5则b=3ml=4.5mA=13.5m2地基承载力特征值的修正：ηd=1.0ηb=0rm=(0.3m×16KN/m3+0.5m×19KN/m3+1.2m×20KN/m3)/2.0m=19.15KN/m3fa=fak+ηbr(b-3)+ηdrm(d-0.5)=180KN/m2+1.0×(2.0m–0.5m)×19.15KN/m3=208.725KN/m2验算：eo=Mbot/Nbot=131.57KN.m/(2036.9KN+20KN/m3×2.8m×3.8m×2.3m)=52mm<60mm满足要求5）、基础底面压力的验算W=bl2/6=10.12m3A=13.5m2第三组荷载最大：Pmax=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m+Mk/W=203.9KN/m2<1.2fa=250.4KN/m2Pmin=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m-Mk/W=177.9KN/m2>0Pj=(Pmax+Pmin)/2=190.9KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=166.4KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=113.5KN/m2bc+2ho=0.65m+2×(0.9m-0.045m)=2.36mbc：柱宽；ho：基础的有效高度AL=(L/2-αc/2-ho)(L/2+αc/2+ho)=3m2A2=(αc+ho)ho=1.29m2L：基础长边长度；FL=Ps.max.A=163.KN/m2×3m2=491.9KNβhp=1-0.1×(0.9-0.8)/1.2=0.992bm=(0.65+3)/2=1.825m[FL]=0.7βhpftbmho=0.7×0.992×1.43N/mm2×1825mm×855mm=1549.44KN>491.9KN所以基础的抗冲切能力满足要求6）、变阶处验算：取b=1.5mL=2.4mbm=(bt+bb)/2=(1.5m+2.4m)/2=1.95mb=1.5m114.9KN-0- 聊城大学本科毕业设计所以基础的抗冲切能力满足要求5.1.2、基础的配筋计算1)沿长边的配筋计算：在第三组荷载设计值作用下，Ps.max=163.KN/m2相应于柱边的及变阶处的净反力：PsI=2036.93KN/13.5m2+131.57KN.m/10.12m3×(bc/2)/L/2=152.6KN/m2PsII=2036.93KN/13.5m2+131.57KN.m/10.12m3×(L/2-bc/2)/L/2=160.4KN/m2Pj=(PsI+PsII)/2=156.5KN/m2MⅠ=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=156.5KN/m2(4.5m-0.6m)2(2×3m+0.6m)/48=327.3KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=327.3e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=1181.5mm2Pj=(Psmax+PsII)/2=161.7KN/m2MII=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=161.7KN/m2(4.5m-2.4m)2(2×3m+1.5m)/48=111.4KN/mAsII=M1/(0.9fyho1)=111.4e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=849.2mm2比较AsI、AsII，应按AsI计算配筋，在4.2m内配置21Ф10@200As=1648.5mm22)沿短边方向的配筋计算：在第一组荷载设计值作用下，均匀分布的地基土净反力：Psmax=N/A=1706.6KN/13.5m2=126.4KN/m2MIII=Psmax(b-bc)2(2L-hc)/24=126.4KN/m2(3m-0.6m)2(2×4.5m-0.6m)/48=127.4KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=127.6e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=460mm2MIV=Psmax(b-b1)2(2L-L1)/24=127.4KN/m2(3m-1.5m)2(2×4.5m-2.4m)/48=39.4KN/mAsIV=M1/(0.9fyho1)=111.4e6N/mm/(0.9×360N/mm2×405mm)=300.4mm2比较AsIII、AsIV，应按AsIII计算配筋，在3m内配置15Ф8@250As=755mm2总计：沿长边方向的配筋在4.2m内配置21Ф10@200As=1648.5mm2沿短边方向的配筋在3.0m内配置15Ф8@250As=755mm25.2⑤轴线B基础计算5.2.1、基础受力分析-0- 聊城大学本科毕业设计1)、基顶荷载选用柱底荷载：对内力进行标准组合，选出最不利的基础顶面内力，选出竖向荷载和地震荷载组合的最不利组合值，Mmax、Nmin、Nmax及其对应的剪力值；由框架内力组合表得：A基础的荷载设计值如下所示：第一组：M1=4KN.m.N=2770KNV=2.36KN第二组：M2=51.4KN.mN=1685KNV=-182.9KN第三组：M3=55.4KN.mN=1822.8KNV=185.7KN6)由基础梁传至基顶的竖向荷载:G=纵向基础梁自重+横向基础梁自重=25KN/m2×(7.2m-0.6m)×0.25m×0.4m+25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m=32.25KN7）由基础梁传至基顶的荷载设计值为：基础梁不产生偏心距。假定基础高度为0.9m，作用于基底的弯矩和相应基顶的轴力设计值为：第一组：Mbot=M1+Hj×V1=4KN.m+0.9m×2.36KN=6.124KN.mNbot=2770KN+32.125KN=2802.1KN第二组：Mbot=M2+Hj×V2=51.4KN.m+0.9m×182.9KN=216KN.mNbot=1685KN+32.125KN=1717.1KN第三组：Mbot=M3+Hj×V3=55.4KN.m-0.9m×185.7KN=111.7KN.mNbot=1822.8KN+32.125KN=1854.9KN8)基础尺寸的确定①初估截面尺寸选用Nmax进行估算：由上述知选用第三组内力值进行估算：A=Nmax/(fak-rmd)=2802.1KN/(180KN/m2-20KN/m3×2.0m)=20m2取l/b=1.5则b=3.6ml=5.2mA=18.72m2地基承载力特征值的修正：ηd=1.0ηb=0rm=(0.3m×16KN/m3+0.5m×19KN/m3+1.2m×20KN/m3)/2.0m=19.15KN/m3fa=fak+ηbr(b-3)+ηdrm(d-0.5)=180KN/m2+1.0×(2.0m–0.5m)×19.15KN/m3=208.725KN/m2验算：eo=Mbot/Nbot=131.57KN.m/(2036.9KN+20KN/m3×2.8m×3.8m×2.3m)=52mm<60mm满足要求-0- 聊城大学本科毕业设计9)基础底面压力的验算W=bl2/6=16.224m3A=18.72m2第一组荷载最大：Pmax=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m+Mk/W=190KN/m2<1.2fa=250.4KN/m2Pmin=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m-Mk/W=177.9KN/m2>0Pj=(Pmax+Pmin)/2=189.7KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=131.8KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=138.9KN/m2bc+2ho=0.6m+2×(0.9m-0.045m)=2.36mbc：柱宽；ho：基础的有效高度AL=(L/2-αc/2-ho)(L/2+αc/2+ho)=5.43m2A2=(αc+ho)ho=1.244m2L：基础长边长度；FL=Ps.max.A=150.KN/m2×5.43m2=814.5KNβhp=1-0.1×(0.9-0.8)/1.2=0.992bm=(0.6+3.6)/2=2.1m[FL]=0.7βhpftbmho=0.7×0.992×1.43N/mm2×2100mm×855mm=1782.9KN>814.5KN-0- 聊城大学本科毕业设计所以基础的抗冲切能力满足要求10)变阶处验算：取b=1.5mL=2.4mbm=(bt+bb)/2=(1.5m+2.4m)/2=1.95mb=1.5m111.38KN所以基础的抗冲切能力满足要求5.2.2基础的配筋计算（1）沿长边的配筋计算：在第三组荷载设计值作用下，Ps.max=150KN/m2相应于柱边的及变阶处的净反力：PsI=2802.1KN/18.72m2+6.124KN.m/16.224m3×(bc/2)/L/2=149.8KN/m2PsII=2802.1KN/18.72m2+6.124KN.m/10.12m3×(L/2-bc/2)/L/2=150.14KN/m2Pj=(PsI+PsII)/2=150KN/m2MⅠ=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=150KN/m2(5.2m-0.6m)2(2×3.6m+0.6m)/48=515.78KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=515.78e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=1862mm2Pj=(Psmax+PsII)/2=150.07KN/m2MII=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=150.07KN/m2(5.2m-0.6m)2(2×3.6m+0.6m)/48=516KN/mAsII=M1/(0.9fyho1)=516e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=1863mm2比较AsI、AsII，应按AsI计算配筋，在5.2m内配置26Ф10@200As=2041mm2（2）沿短边方向的配筋计算：在第一组荷载设计值作用下，均匀分布的地基土净反力：Psmax=N/A=1854.9KN/18.72m2=99.1KN/m2MIII=Psmax(b-bc)2(2L-hc)/24=99.1KN/m2(3.6m-0.6m)2(2×5.2m-0.6m)/48=182.1KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=182.1e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=657.3mm2-0- 聊城大学本科毕业设计MIV=Psmax(b-b1)2(2L-L1)/24=99.1KN/m2(3.6m-1.5m)2(2×5.2m-2.4m)/48=72.84KN/mAsIV=M1/(0.9fyho1)=72.84e6N/mm/(0.9×360N/mm2×405mm)=555.1mm2比较AsIII、AsIV，应按AsIII计算配筋，在3.6m内配置18Ф8@200As=905.4mm2总计：沿长边方向的配筋在5.2m内配置26Ф10@200As=2041mm2沿短边方向的配筋在3.6m内配置18Ф8@200As=905.4mm25.3⑤轴线C基础计算5.3.1基础受力分析1)、基顶荷载选用柱底荷载：对内力进行标准组合，选出最不利的基础顶面内力，选出竖向荷载和地震荷载组合的最不利组合值，Mmax、Nmin、Nmax及其对应的剪力值；由框架内力组合表得：A基础的荷载设计值如下所示：第一组：M1=562.2KN.mN=1719KNV=-184.3KN第二组：M2=562.2KN.mN=1719KNV=184.2KN第三组：M3=0KN.mN=2711KNV=0KN2）由基础梁传至基顶的竖向荷载:G=纵向基础梁自重+横向基础梁自重=25KN/m2×(7.2m-0.6m)×0.25m×0.4m+25KN/m2×(6.9m-0.6m)×0.25m×0.4m=32.25KN3）由基础梁传至基顶的荷载设计值为：基础梁不产生偏心距。假定基础高度为0.9m，作用于基底的弯矩和相应基顶的轴力设计值为：第一组：Mbot=M1+Hj×V1=562.2KN.m+0.9m×184.3KN=728.07KN.mNbot=1719KN+32.125KN=1751.125KN第二组：Mbot=M2+Hj×V2=562.2KN.m-0.9m×184.3KN=396.42KN.mNbot=1719KN+32.125KN=1751.125KN第三组：Mbot=M3+Hj×V3=0KN.mNbot=2711KN+32.125KN=2743.125KN4)基础尺寸的确定①初估截面尺寸选用Nmax进行估算：由上述知选用第三组内力值进行估算：-0- 聊城大学本科毕业设计A=Nmax/(fak-rmd)=2743.125KN/(180KN/m2-20KN/m3×2.0m)=19.59m2取l/b=1.5则b=3.6ml=5.2mA=18.72m2地基承载力特征值的修正：ηd=1.0ηb=0rm=(0.3m×16KN/m3+0.5m×19KN/m3+1.2m×20KN/m3)/2.0m=19.15KN/m3fa=fak+ηbr(b-3)+ηdrm(d-0.5)=180KN/m2+1.0×(2.0m–0.5m)×19.15KN/m3=208.725KN/m2验算：eo=Mbot/Nbot=131.57KN.m/(2036.9KN+20KN/m3×2.8m×3.8m×2.3m)=52mm<60mm满足要求5）基础底面压力的验算W=bl2/6=16.224m3A=18.72m2第三组荷载最大：第三组：Pmax=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m+Mk/W=186.5KN/m2<1.2fa=250.4KN/m2Pmin=(Fk+Gk)/A+20KN/m3×2m-Mk/W=186.5KN/m2>0Pj=(Pmax+Pmin)/2=186.5KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=133.5KN/m20Pj=(Pmax+Pmin)/2=133.5KN/m2bc+2ho=0.6m+2×(0.9m-0.045m)=2.36mbc：柱宽；ho：基础的有效高度-0- 聊城大学本科毕业设计AL=(L/2-αc/2-ho)(L/2+αc/2+ho)=5.43m2A2=(αc+ho)ho=1.244m2L：基础长边长度；FL=Ps.max.A=146.5KN/m2×5.43m2=795.5KNβhp=1-0.1×(0.9-0.8)/1.2=0.992bm=(0.6+3.6)/2=2.1m[FL]=0.7βhpftbmho=0.7×0.992×1.43N/mm2×2100mm×855mm=1782.9KN>795.5KN所以基础的抗冲切能力满足要求6）变阶处验算：取b=1.5mL=2.4mbm=(bt+bb)/2=(1.5m+2.4m)/2=1.95mb=1.5m109.1KN所以基础的抗冲切能力满足要求5.3.2、基础的配筋计算（1）沿长边的配筋计算：在第三组荷载设计值作用下，Ps.max=146.5KN/m2相应于柱边的及变阶处的净反力：PsI=2743.125KN/18.72m2=146.5KN/m2PsII=2743.125KN/18.72m2+0KN.m/10.12m3×(L/2-bc/2)/L/2=146.5KN/m2Pj=(PsI+PsII)/2=146.5KN/m2MⅠ=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=146.5KN/m2(5.2m-0.6m)2(2×3.6m+0.6m)/48=503.7KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=503.7e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=1818mm2Pj=(Psmax+PsII)/2=146.5KN/m2MII=Pj(L-αc)2(2b+bc)/24=146.5KN/m2(5.2m-0.6m)2(2×3.6m+0.6m)/48=503.7KN/m-0- 聊城大学本科毕业设计AsII=M1/(0.9fyho1)=503.7e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=1818mm2比较AsI、AsII，应按AsI计算配筋，在5.2m内配置26Ф10@200As=2041mm2（2）沿短边方向的配筋计算：在第一组荷载设计值作用下，均匀分布的地基土净反力：Psmax=N/A=1751.125KN/18.72m2=93.5KN/m2MIII=Psmax(b-bc)2(2L-hc)/24=93.5KN/m2(3.6m-0.6m)2(2×5.2m-0.6m)/48=171.9KN/mAsI=M1/(0.9fyho)=171.9e6N/mm/(0.9×360N/mm2×855mm)=620.5mm2MIV=Psmax(b-b1)2(2L-L1)/24=93.5KN/m2(3.6m-1.5m)2(2×5.2m-2.4m)/48=68.72KN/mAsIV=M1/(0.9fyho1)=68.72e6N/mm/(0.9×360N/mm2×405mm)=523.7mm2比较AsIII、AsIV，应按AsIII计算配筋，在3.6m内配置18Ф8@200As=905.4mm2总计：沿长边方向的配筋在5.2m内配置26Ф10@200As=2041mm2沿短边方向的配筋在3.6m内配置18Ф8@200As=905.4mm2-0- 聊城大学本科毕业设计致谢走的最快的总是时间，来不及感叹，大学生活已近尾声，四年多的努力与付出，随着本次毕业设计的完成，将要划下完美的句号。 从课题选择到具体的设计过程，无不凝聚着指导老师的心血和汗水。老师要指导很多同学的设计，加上本来就有的教学任务和科研项目，工作量之大可想而知，他们还在百忙之中抽出大量的时间来指导我们。他们的循循善诱的教导和不拘一格的思路给予我无尽的启迪，他们的渊博的专业知识，精益求精的工作作风，严以律己、宽以待人的崇高风范，将一直是我工作、学习中的榜样。在我的毕业设计写作期间，老师为我提供了种种专业知识上的指导和一些富于创造性的建议，没有这样的帮助和关怀，我不会这么顺利的完成毕业论文。在此向夏红春老师、赵腾飞老师表示深深的感谢和崇高的敬意。 同时，设计的顺利完成，离不开其它各位老师、同学和朋友的关心和帮助。在整个的设计写作中，各位老师、同学和朋友积极的帮助我查资料和提供有利于设计写作建议和意见，在他们的帮助下，论文得以不断的完善，最终帮助我完整的写完了整个论文。 最后，也是最重要的，我要感谢我的父母，因为没有他们，就没有现在站在这里的我，是他们给以我生命，给以我大学的机会，是他们创就今天的我。对于你们，我充满无限的感激。-0- 聊城大学本科毕业设计参考文献[1]沈蒲生，梁兴文.钢筋混凝土设计原理.第三版.北京：高等教育出版社，2007年.5～7[2]沈蒲生，梁兴文.钢筋混凝土设计.第三版.北京：高等教育出版社，2007年.54～94[3]窦立军，刘晶波.建筑结构抗震.第一版.北京：机械工业出版社，2009年.11～24，72～75[4]李国强，黄宏伟，吴迅.工程结构荷载与可靠度设计原理.北京：中国建筑工业出版社，2008年.47～52[5]龙驭球，包世华，匡文起，袁驷.结构力学.第二版.北京：高等教育出版社，2002年.37～46，[6]陈书申，陈晓平.土力学与地基基础.第三版.武汉：武汉理工大学出版社，2008年.95～105[7]GB50009——2006.建筑结构荷载规范[S].中国建筑工业出版社，2006.[8]GB50010——2002混凝土结构设计规范[S].中国建筑工业出版社，2002[9]GB50011——2001.建筑结构抗震设计规范[S].中国建筑工业出版社，2001[10]GB50007——2001.建筑结构地基基础设计规范[S].中国建筑工业出版社，2001[11]GB50003——2002.砌体结构设计规范[S].中国建筑工业出版社，2002[12]GB50001——2001.房屋建筑制图统一标准[S].中国建筑工业出版社，2001[13]GB50104——2001建筑制图标准[S].中国建筑工业出版社，2001[14]GB/T50105——2001.建筑结构制图标准[S].中国建筑工业出版社，2001[15]03G101——2003.平法标准图集[S].中国建筑工业出版社，2003-0-'