2024年1月1日发(作者：)
一 框架结构设计任务书
1.1 工程概况：
本工程为成都万达购物广场----成仁店，钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为现浇，建筑面积约为5750m2，宽27米，长为45米，建筑方案确定。建筑分类为乙类公共类建筑，二类场地，抗震等级三级。
图1-1 计算平面简图
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1.2 设计资料
1）气象条件：
基本风压3155KN/m2
2）抗震设防：
设防烈度7度
3）屋面做法：
20厚水泥砂浆面层
一层油毡隔离层
40厚挤塑聚苯板保温层
15厚高分子防水卷材
20厚1:3水泥砂浆找平
1:6水泥焦渣1%找坡层，最薄处30厚
120厚现浇钢筋混凝土板
粉底
4）楼面做法：
8~13厚铺地砖面层
100厚钢筋砼楼板
吊顶
1.3设计内容
1)确定梁柱截面尺寸及框架计算简图
2)荷载计算
3)框架纵横向侧移计算；
4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析；
5)内力组合及截面设计；
6)节点验算。
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二 框架结构布置及结构计算简图确定
2.1 梁柱截面的确定
通过查阅规范，知抗震等级为3级，允许轴压比为[μ]=0.85
由经验知n=12~14kn/m2
取n=13kn/m2
拟定轴向压力设计值 N=n
•A=13kn/m2×81m2×5=5265KN
拟定柱的混凝土等级为C30，fc=14.3N/mm2 柱子尺寸拟定700mm×700mm
N5265μ=
==0.75<[μ]=0.85 满足
fcAs0.0143700700
初步确定截面尺寸如下：
柱：b×h=700mm×700mm
梁（BC跨、CE、EF跨）=L/12=9000/12=750mm 取h=800mm，b=400mm
纵梁=L/12=9000/15=600mm 取h=600mm，b=300mm
现浇板厚取h=120mm
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2.2 结构计算简图
结构计算简图如下：
图2-1结构计算简图
图2-2平面计算简图
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三 荷载计算：
3.1恒载标准值计算
1）①屋面板恒荷载标准值
20厚1:3水泥砂浆面层 0.02×20
=0.4 KN/M 2
一层油毡隔离层 0.05 KN/M 2
40厚挤塑苯板保温层 0.04×0.5 =0.02 KN/M 2
15厚高分子防水卷材 0.04KN/M 2
20厚1:3水泥砂浆找平 0.02×20 =0.4 KN/M 2
1:6水泥渣1%找坡层最薄处30厚（0.03+0.045）/2×14=0.525 KN/M 2
120厚现浇钢筋混凝土板 0.12×25=3 KN/M 2
12厚板底抹灰 0.012×20=0.24 KN/M 2
合计 4.675 KN/M 2
屋面板传递给边柱的集中荷载： 4.675×1.5×9=63KN
中柱的集中荷载： 4.675×3×9=126.23KN
②屋顶次梁恒载标准值
单向板传给次梁的荷载 4.675×3=14.025 KN/M
次梁自重 0.3×(0.6-0.12)) ×25=3.6 KN/M
次梁粉刷 （0.6-0.12）×0.02×17×2=0.326 KN/M
合计 18 KN/M
图3-1 次梁计算单元及板传力图
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③屋顶框架梁所受恒荷载标准值
次梁传给框架梁恒荷载 18×9=162KN
④屋顶框架梁重量
梁自重： 0.4×﹙0.8-0.12﹚×25=6.8KN/M
粉刷： ﹙0.8-0.12﹚×0.02×17×2=0.46KN/M
合计 7.26KN/M
2）①楼面板恒载标准值
8~13厚铺地砖面层 0.6 KN/M 2
20厚1:2水泥砂浆结合层 0.02×20=0.4 KN/M 2
120厚钢筋砼楼板 0.12×25=3 KN/M 2
石膏板吊顶 0.2 KN/M 2
合计 4.2 KN/M 2
楼面板传递给边柱的集中荷载： 4.2×1.5×9=56.7KN
中柱的集中荷载： 4.2×3×9=113.4KN
②2~5层纵向次梁恒载标准值
计算简图见 图3
楼面单向板传给纵向次梁恒荷载 4.2×3=12.6 KN/M
次梁自重 0.3×（0.6-0.12）×25=3.6KN/M
合计 16.2 KN/M
③2~5层框架梁所受恒荷载标准值
次梁传递给框架梁恒荷载 16.2×9≈150 KN
③2~5层框架梁恒载标准值
框架梁自重 0.4×（0.8-0.12）×25=6.8 KN/M
3）四层建在所取一榀框架梁上的填充墙恒荷载标准值
墙自重 0.2×（3.3-0.8）×10.3≈5.2KN/M
粉刷 （3.3-0.8）×0.02×17×2=1.7KN/M
合计取（因为有构造柱取大点） 7.2KN/M
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4）柱自重标准值
1~3层柱自重： 0.7×0.7×（4.2－0.12）×25＝49.98KN
大理石贴面： 0.5×4×0.7×4.2＝5.88KN
合计 55.86KN
4~5层柱自重： 0.7×0.7×（3.3-0.12）×25＝38.96KN
大理石贴面： 0.5×4×0.7×3.3＝4.62KN
合计 43.58KN
5）外墙自重标准值
5层外墙作用在边柱的集中荷载
墙自重： 0.2×（3.3-0.12）×10.3×（9-07） =54.37KN
粉刷： 2×0.02×（3.3-0.12）×17（9-0.7）=17.95KN
合计 72.32KN
4层玻璃幕墙作用在边柱的集中荷载
玻璃幕墙自重： 1.5kn/m2×（9-0.7）×（3.3-0.12）=26.15KN
2~3层外墙作用在边柱的集中荷载
墙自重： 0.2×（4.2-0.12）×10.3×（9-07） =69.76KN
粉刷： 2×0.02×（4.2-0.12）×17（9-0.7）=23.03KN
合计 92.79KN
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3.2活荷载标准值计算
1）①屋面板活荷载标准值（不上人）： 0.5KN/M²
②顶层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图2）
0.5×3=1.5KN/M
③框架梁受次梁传递的活荷载标准值
1.5×9=13.5KN
④屋面板传递给边柱的集中荷载： 0.5×1.5×9=6.75KN
中柱的集中荷载： 0.5×3×9=13.5KN
2）①5层楼面板活荷载标准值： 5KN/M²
②5层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图3）
5×3=15KN/M
③框架梁受次梁传递的活荷载标准值
15×9=135KN
④5层面板传递给边柱的集中荷载： 5×1.5×9=67.5KN
中柱的集中荷载： 5×3×9=135KN
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3）①4层楼面板活荷载标准值： 2.5KN/M²
②4层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图3）
2.5×3=7.5KN/M
③框架梁受次梁传递的活荷载标准值
7.5×9=67.5KN
④屋面板传递给边柱的集中荷载： 2.5×1.5×9=33.75KN
中柱的集中荷载： 2.5×3×9=67.5KN
4）①2~3层楼面板活荷载标准值： 3.5KN/M²
②2~3层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图3）
3.5×3=10.5KN/M
③框架梁受次梁传递的活荷载标准值
10.5×9=94.5KN
④屋面板传递给边柱的集中荷载： 3.5×1.5×9=47.25KN
中柱的集中荷载： 3.5×3×9=94.5KN
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四 内力计算
4.1 恒荷载作用下的内力计算
刚度计算
3400800bh94
梁线刚度： 截面的惯性矩
Ib0= = =17×10mm12123
考虑现浇楼板对框架梁截面惯性矩的影响，中框架梁取
I边中=2Ib0
边框架取
I=1.5Ib0
1.5171095i边跨梁= E=28×10E
90002171095 i中跨梁= E=38×10E
9000
bh3700700394柱线刚度： 截面的惯性矩
IC===20×10mm
1212
20109
E=60×105E i4~5层柱=
3300
20109
i1~3层柱=
4200
取105E=48×10E
5E值作为基准值1，算得各杆件相对线刚度(见下图)
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图4-1 梁柱相对线刚度图
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图4-2 恒载作用下的计算简图
由于分布荷载在梁汇总产生的内力远小于集中荷载，所以将梁的分布荷载近似等效为作用在次梁处的集中荷载，以便于计算。
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图4-3恒载等效荷载作用下的计算简图
因为框架对称，且恒荷载为正对称荷载，所以取半榀框架进行计算。
由结构力学梁端弯矩公式得到：
顶层结点弯矩：
3aMAB=-MBA=-Pa(1-
)=194.67×3×(1-
)=
-389.34KN·M
9L4层结点弯矩：
3aMAB=-MBA=-Pa(1-
)=213×3×(1-
)=-426KN·M
9L标准层结点弯矩：
3aMAB=-MBA=-Pa(1- )=180.6×3×(1- )=-361.2KN·M
9L
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采用二次弯矩分配法（见下图）
图4-4 恒载弯矩分配图
在竖向荷载作用下，梁端截面有较大的负弯矩，设计时应进行弯矩调幅，降低负弯矩，以减少配筋面积。对于现浇框架，支座弯矩调幅系数为0.85（在内力组合的表中进行梁端调幅计算）
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图4-5恒载作用下的框架弯矩图（等效为集中荷载时）
表4-1恒载作用下内力
荷载引起的弯矩
BC跨
VB
-194.67
-180.6
-213
-180.6
-180.6
弯矩引起的内力
CD跨 AB跨
VD
-194.67
-180.6
-213
-180.6
-180.6
楼
层
AB跨
VA
顶层
194.67
180.6
213
180.6
180.6
BC跨
VB
-16.52
-6.07
-10.57
-9.18
-11.07
CD跨
VD
16.52
6.07
10.57
9.18
11.07
VB
194.67
180.6
213
180.6
180.6
VC
-194.67
-180.6
-213
-180.6
-180.6
VC
194.67
180.6
213
180.6
180.6
VA
-16.52
-6.07
-10.57
-9.18
-11.07
VB
VC
VC
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
16.52
6.07
10.57
9.18
11.07
5
4
3
2
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楼
恒载作用下的剪力
层
AB跨 BC跨 CD跨
VA
顶
层
VB VB VC VC VD
-178.15
-174.53
-202.43
-171.42
-169.63
178.15
174.53
202.43
171.42
169.63
-221.19 194.67
-186.67 180.6
-223.57 213
-189.78 180.6
-191.67 180.6
-194.67 221.19
-180.6
-213
-180.6
-180.6
186.67
223.57
189.78
191.67
5
4
3
2
图4-6 恒载作用下的框架梁的剪力图
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柱轴力包括柱传下轴力和柱自重，恒载作用下的柱轴力见下图。
图4-7 恒载作用下柱的轴力图
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4.2 活荷载作用下的内力计算
活荷载按满跨布置，不考虑活荷载的最不利布置。此时，求得的跨中弯矩比最不利荷载位置法的计算结果偏小，故对梁跨中弯矩乘以1.2的增大系数。梁端弯矩应进行弯矩调幅，乘以调幅系数0.85.在内力组合的表中进行跨中弯矩增大和梁端调幅计算。
方法同恒载作用下的内力计算，计算过程见下图。
图4-8活荷载作用下的计算简图
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图4-9 活荷载作用下的框架弯矩分配图
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图4-10 活荷载作用下的框架弯矩图
表4-2活载作用下的内力
荷载引起的弯矩
BC跨
VB
13.5
135
67.5
94.5
94.5
弯矩引起的内力
CD跨 AB跨
VD
-13.5
-135
-67.5
-94.5
-94.5
楼
AB跨
层
VA
VB
顶
层
13.5
5
4
3
2
135
67.5
94.5
94.5
-13.5
-135
-67.5
-94.5
-94.5
BC跨
VB
0.61
-7.3
-2.3
-5.19
-5.19
CD跨
VD
VC
-13.5
-135
-67.5
-94.5
-94.5
VC
13.5
135
67.5
94.5
94.5
VA
0.61
-7.3
-2.3
-5.19
-5.19
VB
VC
VC
0
0
0
0
0
0
0
0
0
0
-0.61 -0.61
7.3
2.3
5.19
5.19
7.3
2.3
5.19
5.19
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楼
活荷载作用下的剪力
BC跨 CD跨
层
AB跨
VA VB VB VC VC
顶层
5
4
3
2
14.11
127.7
65.2
89.31
88.71
-12.89 13.5
-142.3 135
-69.8 67.5
-13.5
-135
-67.5
-94.5
-94.5
12.89
142.3
69.8
99.69
VD
-14.11
-127.7
-65.2
-89.31 -99.69 94.5
-100.29 94.5 100.29 -88.71
图4-11活载载作用下的框架梁的剪力图
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图4-12活荷载作用下柱的轴力图
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4.3地震荷载作用下框架的内力计算
一、水平地震作用标准值的计算
1、框架的抗震等级
由设计需求，抗震设防烈度为7度，房屋高度为19.2m < 30m，可知该框架的抗震等级为三级。
2、场地和特征周期值
工程场地为Ⅱ类场地，地震设计特征周期值Tg=0.40s。
3、重力荷载代表值（取第④轴线的KJL计算各层重力荷载代表值）
对于楼层，重力荷载代表值取全部恒荷载和50%的楼面活荷载。对于屋顶是不上人屋顶故屋面活荷载不计入。
顶层重力荷载代表值G6
G6恒
=（63+32.4）×2+（126.23+32.4）×2+162×6+7.26×27=1580.68KN
第5层重力荷载代表值G5
G5恒+0.5活
=[ (56.7+32.4+72.32)
×2+(113.4+32.4)
×2+150×6+6.8×27+43.58×4]
+0.5×（67.5×2+135×2+135×6）=2479.86KN
第4层重力荷载代表值G4
G4恒+0.5活=[ (56.7+32.4+26.15)
×2+(113.4+32.4)
×2+150×6+6.8×27+7.2×27+43.58×4] +0.5×（33.75×2+67.5×2+67.5×6）=2278.17KN
第3层重力荷载代表值G3
G3恒+0.5活=[ (56.7+32.4+92.79)
×2+(113.4+32.4)
×2+150×6+6.8×27+55.86×4] +0.5×（47.25×2+94.5×2+94.5×6）=2387.67KN
第2层重力荷载代表值G2
G2恒+0.5活=2387.67KN
4、结构自震周期T1
对框架结构，采用经验公式计算: T1=0.085n=0.085×5=0.425s
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5、地震影响系数α
由Tg=0.40s，T1=0.425s，Tg (TgT1)2max(0.40.9)10.080.0760.425 6、计算水平地震作用标准值（采用底部剪力法计算）因为T1<1.4Tg，故顶部附加地震作用不考虑。FEKGeq0.85Gi0.0760.85(1580.682479.862278.172387.672)717.97KNFiGiHiFEKGjHj计算水平地震作用标准值表 可按下表计算 二、水平地震作用产生的框架内力 表4-3水平地震作用产生的框架内力 位置 顶层 第5层 第4层 第3层 第2层 Gi(KN) Hi(m) GiHi FEK Fi(KN) 1580.68 2479.86 2278.17 2387.67 2387.67 19.2 15.9 12.6 8.4 4.2 30349.1 39429.8 28704.9 20056.4 10028.2 717.97 717.97 717.97 717.97 717.97 i169.5 220.2 160.3 112 56 GHjj128568.4KN·m F718KN - 24 - / 69 1、各柱剪力值及反弯点高度 层数 5 F∑HK(KN) 柱号 A5 B5 12icDi=αc2 hD∑i Vi=Di∑FD∑i 反弯点高度y 0.74 1.19 1.19 0.74 1.09 1.32 1.32 1.09 1.85 1.93 1.93 1.85 2.1 2.1 2.1 2.1 2.98 2.73 2.73 2.98 169.5 C5 D5 A4 B4 4 389.7 C4 D4 A3 B3 3 550 C3 D3 A2 B2 2 662 C2 D2 A1 B1 1 718 C1 D1 12)60 4.22120.35()60 124.22 1.074(2)60 124.20.35()60 4.22120.187()60 4.22120.187()60 4.22120.35()60 124.221.074()60 124.220.35()60 4.22120.187(2)60 4.2120.225()48 4.22120.41()48 124.221.27()48 124.220.41()48 4.22120.225()48 4.22120.225(2)48 4.2120.41()48 124.221.27()48 124.220.41()48 4.22120.225()48 4.22120.418()48 4.22120.541()48 124.221.92(2)48 124.20.541()48 4.22120.418()48 4.220.187(29.5 55.2 55.2 29.5 67.9 127 127 67.9 97.44 177.56 177.56 38.7 117.3 213.7 213.7 117.3 156.3 202.3 202.3 156.3 - 25 - / 69 2、水平地震作用下的框架内力图 求出各柱剪力Vi和该柱反弯点高度yi后，则该柱下端弯矩为Mi=Viyi,上端弯矩为Vi(hi-yi),再利用节点平衡求出框架梁端弯矩，画出左地震作用下的框架内力图，右地震作用下的框架内力与左地震作用下的反号。 图4-13水平地震(左震)作用下的框架内力图 弯矩图(单位：KN·m)与梁剪力图(单位：KN) - 26 - / 69 图4-14左震作用下的柱剪力图与轴力图(单位：KN) - 27 - / 69 五 内力组合 5.1框架横梁内力组合： 由于是对称结构，所以只算左跨和中跨，右跨内力与左跨反号。 表5-1 KJ4的屋面框架梁(顶层)内力组合表 杆截面内力①恒②活③重④左⑤右M＋max 件 位置 种类 荷载 荷载 力荷震 震 载 组合项 组合值 A 跨中 AB B左 M -245-30.-260..47 43 69 178.14.1185.215 1 1 295.10.0300.772 3 4 64.19 -64.19 -13.88 — 13.88 — M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 1.2×-396.③28 +1.3×⑤ 1.35 ①+0.7×1.4254.3② 3 V M 1.2× ①+1.4368.×② 9 M -371-25.384.7.88 8 8 -221-12.227.6.19 89 4 -42 42 V -13.88 13.88 1.35527.3①2 +0.7×1.4 ② 1.35 ①+0.7×1.4-311.② 24 B右 跨中 BC C左 M V M -346-22.-358..83 95 31 194.13.5 201.467 2 175.13.5 182.797 2 57 -57 -14.9 14.9 — — 1.2×-504.③07 +1.3 ×⑤ 1.2×230.①+1.406 ×② 1.35①+0.7×1.4② 285.15 M V -346-22.-358..83 95 31 -194-13.-201..67 5 42 -57 57 -14.9 14.9 1.2×-504.③07 +1.3 ×④ 1.35 ①+0.7-285.×1.415 ② - 28 - / 69 表5-2 KJ4的框架梁(5层)内力组合表 杆截面内力①恒②活③重④左⑤右M＋max 件 位置 种类 荷载 荷载 力荷震 震 载 组合项 组合值 A 跨中 AB B左 M -319-192-415..31 .1 36 174.127.238.353 7 8 187.188.376.493 52 5 146.05 -34.03 — -146.05 34.03 — M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 1.2×-688.③3 +1.3×⑤ 1.35 ①+0.7×1.4360.7② 6 V M 1.2× ①+1.4489.×② 44 M -331-248 -455..78 78 -186-142-257..67 .3 82 -114.3 -34.03 114.3 V 34.03 1.2×-695.③526 +1.3×④ 1.2× ③+1.3×④ -391.46 B右 M V M 跨中 BC C左 M V -312-225-425..95 .07 49 155.28 -155.28 180.135 248.1 -40.6 40.6 6 173.168.257.763 25 6 — — 1.2×-712.③45 +1.3×⑤ 1.35 ①+0.7×1.4376.1② 1 1.2×443. ①+1.491 ×② -312-225-425..95 .07 49 -180-135 -248..6 1 -155.28 155.28 -40.6 40.6 1.2×-712.③45 +1.3 ×④ 1.35 ①+0.7-376.×1.411 ② - 29 - / 69 表5-3 KJ4的框架梁(4层)内力组合表 杆截面内力①恒②活③重④左⑤右M＋max 件 位置 种类 荷载 荷载 力荷震 震 载 组合项 组合值 A AB 跨中 M -312-107-366..55 .09 1 202.65.2 235.043 3 257.54 -53.02 -257.54 53.02 — M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 1.2×-774.③122 +1.3×⑤ 1.2× ③+1.3×⑤ 350.96 V M 1.2× ①+1.4416.×② 04 239.91.8331.4 — 59 1 B左 M -393-124-455..4 .66 73 -223-69.-258..57 8 47 -370-112-426..23 .18 32 213 67.5 246.75 203.84.6245.743 2 4 -148.07 -53.02 148.07 53.02 V B右 BC 跨中 M 1.2×-739.③37 +1.3×④ 1.2×-773.③14 +1.3×⑤ 1.2× ③+1.3×④ -379.02 1.2× ③+1.3×⑤ 364.48 201.2 -201.2 -52.6 52.6 V M — — 1.2×362.①+1.458 ×② C左 M V -370-112-426..23 .18 32 -213 -67.-246.5 75 -201.2 201.2 -52.6 52.6 1.2×-773.③14 +1.3 ×④ 1.2× ③+1.3-364.×④ 48 - 30 - / 69 表5-4 KJ4的框架梁(3层)内力组合表 杆截面内力①恒②活③重④左⑤右M＋max 件 位置 种类 荷载 荷载 力荷震 震 载 组合项 组合值 A AB 跨中 M -265-138-334..49 .94 96 171.89.3216.042 1 8 201.148.276 86 28 362.6 -362.6 -84.69 — 84.69 — M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 1.2×-873.③33 +1.3×⑤ 1.2× ③+1.3×⑤ 369.39 V M 1.2× ①+1.4449.×② 82 B左 M -335-175-423..72 .67 55 -189-99.-239..78 69 63 -315-164-397..18 .93 65 180.94.5 227.86 5 171 107.224.636 8 -285.24 -84.69 285.24 84.69 V B右 BC 跨中 M 1.2×-879.③07 +1.3×④ 1.2×-980.③93 +1.3×⑤ 1.2× ③+1.3×④ -397.65 1.2× ③+1.3×⑤ 405.12 387.5 -387.5 -101.31 — 101.31 — V M 1.2×355.①+1.45 ×② C左 M V -315-164-397..18 .93 65 -180-94.-227..6 5 85 -387.5 -101.31 387.5 101.31 1.2×-980.③93 +1.3 ×④ 1.2× ③+1.3-405.×④ 12 - 31 - / 69 表5-5 KJ4的框架梁(2层)内力组合表 杆件 截面内力①恒②活③重力位置 种类 荷载 荷载 荷载 ④左震 ⑤右震 M＋max 组合项 M－max 组合组合项 值 Vmax 组合值 组合项 组合值 AB A M -251-131.06 .37 169.63 213.53 88.71 154.74 -316.75 371.47 -371.47 1.2×③+1.3×⑤ -863.01 1.2×③+1.3×⑤ V 213.99 -83.71 83.71 365.61 跨中 M 290.9 — — 1.2×①+1.4×② 472.87 B左 M -335.72 -191.67 -315.18 180.6 171 -175.67 -100.29 -164.93 -423.55 -241.82 -397.65 -269.07 269.07 1.2×③+1.3×④ -858.05 1.2×③+1.3×④ V -83.71 83.71 -399 BC B右 M 365.16 -365.16 1.2×③+1.3×⑤ -951.89 1.2×③+1.3×⑤ V 94.5 227.85 -95.47 95.47 397.53 跨中 M 107.36 224.68 — — 1.2×①+1.4×② 355.5 C左 M -315.18 -180.6 -164.93 -94.5 -397.65 -227.85 -365.16 365.16 1.2×③+1.3×④ -951.89 1.2×③+1.3×④ V -95.47 95.47 -397.53 - 32 - / 69 5.2柱内力组合： 由于是对称结构，所以只算A,B两柱，C,D两柱的内力与A,B反号。 表5-6 5层柱内力组合表 柱 截面 内①活载 ②活载 ③重力力 荷载 ④左震 ⑤右震 上 A剪力 柱 下 M 288.79 N V 35.8 306.69 -283.98 -165.25 -75.52 13.88 29.5 21.76 13.88 75.52 -13.88 -29.5 -21.76 -13.88 1.35×①+0.7×1.4×② 1.2×③+1.3×④ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合值 Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 466.2 -358.82 -236.65 -540.75 -411.12 1.2×③+1.3×④ -188.01 -712 88.39 103.66 -764.3 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 组合项 466.2 组合项 -273.55 -20.85 -144.25 -41.99 1.35×①429.95 +0.7×1.4×② -358.82 -389.73 -236.65 -607.86 1.35×①+0.7×1.4×-448.56 ② -235.89 -607.86 -448.56 1.2×③+1.3×-322.73 ④ -134.75 组合值 269.85 M -375.66 -102.77 -427.05 N -317.13 -20.85 -327.56 -30.5 -594.44 13.86 15.22 -638.02 1.2×③-484.17 +1.3×-375.03 ④ 1.2×③-188.01 +1.3×-712 ④ 88.39 M -29.47 -2.05 上 N -574.49 -39.89 B3.13 剪力 V 12.29 柱 下 M 11.08 N 8.28 -116.47 116.47 1.02 55.2 65.69 1.02 -1.02 -55.2 -65.69 -1.02 -188.01 1.35×①-41.79 +0.7×1.4×② -712 -814.65 88.39 103.66 -764.3 19.66 1.2×③+1.3×④ -618.07 -39.89 1.35×①23.07 +0.7×1.4×② -900.42 1.2×③103.66 +1.3×-764.3 ④ 33 / 69 表5-7 4层柱内力组合表 柱 截面 内①活载 力 ②活载 ③重力荷载 ④左震 ⑤右震 A柱 上 M 148.41 N 剪力 下 V -653.08 -104.95 123.33 210.08 -150.06 150.06 47.91 67.9 74.01 47.91 -47.91 -67.9 -74.01 -47.91 1.35×①+0.7×1.4×② 1.2×③+1.3×④ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 组合值 Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 447.17 -975.6 -250.09 -378.09 -1027.9 1.2×③+1.3×④ -345.42 -1618.82 177.00 238.98 -1942.43 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 447.17 -975.6 -250.09 -607.86 组合项 组合值 组合项 57.02 -851.05 -73.55 -185.67 -903.35 -345.42 -1618.82 177.00 238.98 -1942.43 1.2×③+1.3×⑤ -216.05 -761.11 -59.79 -73.97 -134.85 -234.9 1.35×①321.22 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-1093.39 ④ -208.22 M -197.92 N -696.66 -216.05 -804.69 -8.28 -15.22 1.35×①-607.86 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-1152.22 -1152.22 ④ -345.42 -1618.82 1.2×①+1.4② -24.89 1.2×③+1.3×-1990.43 ④ 20.44 24.89 B柱 上 M -11.08 N -251.66 251.66 -7.59 -127 -167.64 -7.59 -1131.14 -452.19 -1357.24 7.59 7.94 3.96 4.8 9.92 17.54 127 167.64 剪力 下 V 1.2×③+1.3×④ 177.00 238.98 -1942.43 1.2×①+1.4② M 15.14 N -1174.72 -452.19 -1626.91 7.59 1.2×③+1.3×-2042.73 ④ 34 / 69 表5-8 3层柱内力组合表 柱 截面 内①活载 力 ②活载 ③重力荷载 ④左震 ⑤右震 上 A柱 剪力 下 M 169.78 N V 52.02 195.79 -228.98 228.98 -100.93 -97.44 -180.26 -100.93 1.2×③+1.3×④ 1.2×③+1.3×⑤ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 组合值 Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 532.62 -1537.42 -238.5 -469.08 -1604.45 1.2×③+1.3×④ -333.07 -2580.17 239.19 463.79 -2647.2 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 532.62 组合项 组合值 组合项 -62.73 -1275 14.84 -0.41 -1342.03 -333.07 -2580.17 239.19 463.79 -2647.2 1.2×③+1.3×⑤ -1014.34 -315 -78.24 -29.9 -73.6 -315 -3.84 -1171.84 100.93 -93.19 -195.62 -1227.7 -14.03 97.44 180.26 100.93 1.35×①280.18 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-1537.42 -1890.68 ④ -238.5 -469.08 -134.93 M -158.82 N -1070.2 1.35×①-286.54 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-1604.45 -1753.47 ④ -333.07 -2580.17 1.2×①+1.4② -24.89 1.2×③+1.3×-3115.08 ④ 10.3 23.34 上 B柱 剪力 下 M -12.11 N V -243.26 243.26 -7.17 -177.56 -342.69 -7.17 -1829.41 -656.99 -2157.91 7.17 5.76 2.42 6.32 6.97 15.24 177.56 342.69 1.2×③+1.3×④ 239.19 463.79 -2647.2 1.2×①+1.4② M 12.08 N -1885.27 -656.99 -2213.77 7.17 1.2×③+1.3×-3182.11 ④ 35 / 69 表5-9 2层柱内力组合表 柱 截面 内①活载 力 ②活载 ③重力荷载 ④左震 ⑤右震 上 A柱 剪力 下 M 153.52 N V 86.34 196.69 -246.33 246.33 -185.62 -117.3 -246.33 -185.62 1.2×③+1.3×④ 1.2×③+1.3×⑤ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 组合值 Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 556.26 -2220.45 -274.52 -596.71 -2287.49 1.2×③+1.3×④ -601.69 -3418.22 286.52 601.69 -3485.25 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 556.26 组合项 组合值 组合项 -84.2 -1737.84 30.46 43.75 -1804.87 -601.69 -3418.22 286.52 601.69 -3485.25 1.2×③+1.3×⑤ -1423.51 -451.56 -1649.29 185.62 -80.03 -43.31 -95.56 -101.69 -230.4 117.3 246.33 1.35×①291.87 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-2220.45 -2364.27 ④ -274.52 -596.71 -150.48 M -182.62 N -1479.37 -451.56 -1705.15 185.62 -6.32 -15.24 1.35×①-340.19 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-2287.49 -2439.68 ④ -601.69 -3480.08 1.2×①+1.4② -23.34 1.2×③+1.3×-4205.69 ④ 11.11 23.34 上 B柱 剪力 下 M -12.08 N V -448.77 448.77 -23.79 -213.7 -448.77 -23.79 -2401.45 -945.68 -2874.29 23.79 5.76 3.0 6.32 7.26 15.24 213.7 448.77 1.2×③+1.3×④ 286.52 601.69 -3547.1 1.2×①+1.4② M 12.08 N -2457.31 -945.68 -2930.15 23.79 1.2×③+1.3×-4272.72 ④ 36 / 69 表5-10 1层柱内力组合表 柱 截面 内①活载 力 ②活载 ③重力荷载 ④左震 ⑤右震 M 112.73 58.99 上 N -1830.89 -587.52 A柱 -21.07 剪力 V -40.26 下 M -56.37 N 上 B柱 -29.5 142.23 -190.69 190.69 -269.33 -156.3 -465.77 -269.33 1.2×③+1.3×④ 1.2×③+1.3×⑤ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 组合值 Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 418.57 -2899.71 -264.14 -690.85 -2966.74 1.2×③+1.3×④ -404.88 -4265.23 269.52 727.11 -4332.26 组合项 1.2×③+1.3×⑤ 组合值 418.57 组合项 组合值 组合项 -77.22 -2199.45 142.24 520.16 -2266.48 -404.88 -4265.23 269.52 727.11 -4332.26 1.2×③+1.3×⑤ -2124,65 269.33 -50.79 -71.12 156.3 465.77 1.35×①291.87 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-2899.71 -3047.47 ④ -264.14 -690.85 -75.0 -1886.75 -587.52 -6.32 -2180.51 269.33 -15.24 1.35×①-105 1.2×③+0.7×1.4×② +1.3×-2966.74 -3122.88 ④ -404.88 -4265.23 1.2×①+1.4② -23.34 1.2×③+1.3×-5299.41 ④ 8.34 11.67 M -12.08 N -297.38 297.38 -35.55 -202.3 -552.28 -35.55 -2975.38 -1234.97 -3592.87 35.55 4.31 2.26 3.16 5.44 7.62 202.3 552.28 剪力 V 下 1.2×③+1.3×④ 269.52 727.11 -4332.26 1.2×①+1.4② M 6.04 N -3031.24 -1234.97 -3648.73 35.55 1.2×③+1.3×-5366.45 ④ 37 / 69 六 框架设计 6.1框架梁截面设计： 1）正截面承载力计算（由于组合后3层中跨梁弯矩最大，故取3层中跨梁验算）梁混凝土为C30 ① 正截面承载力计算： 左支验算（由于是对称的，右支验算同左支） 初步按双层配筋，取as=60mm M980.93106αS===0.313 1fcbh0214.34007402 ξ=1- 12S=1-120.313=0.388<ξb=0.55 γs=0.5（1+1S）=0.91 980.93106MAS= ==4855.6mm2 fysh03000.91740 ft1.2745 f=45×=0.19%<0.2% ρmin=0.2% 300y As4855.6ρ===1.52%>ρmin=0.2% 满足最小配筋率 bh400800 取1025 双层布置，上下层各5根。 38 / 69 跨中验算： 采用单层钢筋，初步as取35mm 翼缘计算宽度取值bf＇ 按梁的计算跨度考虑： bf＇=l0/3=9000/3=3000mm 按梁的肋净距Sn考虑： bf＇=b+Sn=400+9000=9200mm hf＇120按翼缘高度hf＇考虑： = =0.16>0.1 不受此项限制 h0765 取最小值作bf＇，即bf＇=3000mm α1fc bf＇hf＇(h0-0.5 hf＇)=14.3×3000×120×(765-0.5×120)=3603.6KN •M>355.5KN •M 承载力满足要求。 受压区高度 x= h0- 2M=765- h21fcbf＇2355.5106765=10.9mm 14.330002 AS= 1fcbf＇xfy= 1.014.3300010.9=1558.7mm2 300取520钢筋 单层布置实际AS=1571mm2 ft45 fy =45×1.27=0.19%<0.2% 300ρmin=0.2% ρ= 1571=0.49%>ρmin 满足最小配筋率 40080039 / 69 ② 斜截面承载力验算(左支) fc=14.3N/mm ft=1.43N/mm fyv=300 N/mm222 纵筋排2层 取保护层厚度25mm 有效直径25mm as=25+25+12.5=62.5mm h0=h- as=800-62.5=737.5mm 验算截面尺寸 βc=1.0 h0737.5 ==1.84<4 b400 0.25βc fcbh0 =0.25×1.0×14.3×400×737.5＝1054.6KN>V=405.12KN 截面抗剪满足 验算是否需要计算配箍 0.7 ftb h0=0.7×1.43×400×737.5=295.3KN 需要配箍 计算配箍选用Φ8的双肢箍:n=2，ASV1=50.3mm2 S= 1.25nASV1fyvh0V0.7ftbh01.25250.3210737.5==177.2mm 405.21030.71.43400737.5 取s=150mm 验算配箍率 1.43ft ρsv,min= 0.24 f=0.24 =0.16% 210yv nASV1250.3 ρsv===0.17%>ρsv,min 满足 bs400150 40 / 69 ③ 截面验算裂缝宽度 Ate=0.5bh+( bf-b) =0.5×400×800+(3000-400)120=472000mm 2 AS1571ρte=A==0.003<0.01 取ρte=0.01 472000te 20deq= =20mm 1.0 保护层取25mm as=35mm h0=800-35=765mm MK=203.43+84.62=288.05KN•M Mk288.05106σsk===275.49N/mm2 0.87h0AS0.877651571 ψ=1.1-0.65 tesk 裂缝宽度验算 ftk2.01=1.1-0.65×=0.63 0.01278deqsk wmax=2.1ΨEs(1.9c+0.08te) =2.1×0.63× 不满足 27822×(1.9×25＋0.08)=0.41mm 52.0100.01 >wlim=0.2mm 故必须重新考虑截面尺寸，和配筋量，通过大概演算，初步梁截面不变还是800mm×400mm,纵筋配筋量增大，配成525，并重新验算。由于只是改变钢筋，没改变截面大小，故只用重新验算跨中正截面承载力，裂缝及扰度。 41 / 69 重新验算 ① 正截面承载力计算(跨中) 已知采用单层钢筋，配525 as=37.5mm 翼缘计算宽度取值bf＇ 按梁的计算跨度考虑： bf＇=l0/3=9000/3=3000mm 按梁的肋净距Sn考虑： bf＇=b+Sn=400+9000=9200mm hf＇120按翼缘高度hf＇考虑： = =0.16>0.1 不受此项限制 h0762.5 取最小值作bf＇，即bf＇=3000mm α1fc bf＇hf＇(h0-0.5 hf＇)=14.3×3000×120×(762.5-0.5×120) =3616.5KN •M>355.5KN •M 承载力满足要求。 ft45 fy =45×1.43=0.21%>0.2% 300ρmin=0.21% ρ = 2454.5=0.77%>ρmin 400800 满足最小配筋率。 42 / 69 ② 截面验算裂缝宽度 2 Ate=0.5bh+( bf-b) =0.5×400×800+(3000-400)120=472000mm AS2454.5ρte=A==0.005<0.01 取ρte=0.01 472000te 25deq= =25mm 1.0 保护层取25mm as=37.5mm h0=800-37.5=762.5mm MK=203.43+84.62=288.05KN•M Mk288.05106σsk===176.9N/mm2 0.87h0AS0.87762.52454.5 ψ=1.1-0.65 tesk 裂缝宽度验算 ftk2.01=1.1-0.65×=0.36 0.01176.9deqsk wmax=2.1ΨEs(1.9c+0.08te) =2.1×0.36×176.925×(1.9×25＋0.08)=0.17mm 2.01050.01 裂缝满足 43 / 69 ③ 扰度验算 由裂缝验算知 ρte=0.005<0.01 取0.01 deq= 25=25mm 1.0Mk288.05106σsk===176.9N/mm2 0.87h0AS0.87762.52454.5ψ=1.1-0.65 tesk 先计算抗弯刚度 ftk2.01=1.1-0.65×=0.36 0.01176.9(bf＇b)hf＇(3000400)120γf＇= ==1.02 bh0400762.5 AS2454.5ρ===0.008 bh0400762.5 ES2.0105E===7.14 EC2.80104 (短期受弯刚度) ESASh022.01052454.5762.52BS= 6E=67.140.0081.150.21.150.360.21+3.5f＇1+3.51.02=4.14×10θ=2.0-0.4 Mq=203.43+0.5×84.62=245.74KN•M 14 AˊS AS=2.0 MK288.05B= BS=×4.14×1014 Mq(1)MK245.74(2.01)288.05=2.23×1014 扰度验算 5MKl05288.0510690002 V==5.87mm 4.14101448×B=48× 挠度满足要求 44 / 69 梁最终配筋 2,3,4,5层梁配筋 由于2,3,4,5层弯矩大小差距不是很大，且考虑到方便施工，故将2,3,4,5层框架梁统一做成800mm×400mm，跨中纵向受拉钢筋为525 在梁下方通长布置。 左支，右支在上方配1025 分2层布置每层各5根， 上层长度为：l0(净跨)/3=2766mm 下层长度为：l0(净跨)/4=2075mm 箍筋全梁配Φ8@150 图6-1 2~5层梁左支配筋图 顶层梁配筋 计算方法同3层梁计算，最后算得顶层配筋 跨中纵向受拉钢筋为420,在梁下方通长布置。 左支，右支在上方配525，长度为l0(净跨)/3=2766mm 箍筋全梁配Φ8@150 图6-2 顶层梁左支配筋图 45 / 69 6.2框架柱设计 ① 柱正截面承载能力计算（柱顶截面，底截面） A轴柱子验算： 由于A轴的柱是边柱，所以按偏心受压计算。取5层柱子验算。 图6-3 A第5层柱计算简图 1．上截面Mmax情况下验算 初始偏心距 466.2106Me0= ==1299mm N358.82103 ea=max(20,h/30)=700/30=24mm ei= e0+ ea=1299+24=1323.3mm 偏心距增大系数 0.5fcA0.514.3700700ξ1= = =9.8>1.0 取ξ1=1.0 N358.82103 因为l0/h=4.7<15 取ξ2=1.0 l021()ξ1ξ2=1.008 η=1+ 1400ei/h0h 46 / 69 358.82103Nx= = =35.8mm<ξbho=0.55×670=368.5mm 1fcb14.3700 属于大偏心受压 配筋计算 x=35.8mm<2as `=2×30=60mm 取x=60mm e=ηei+h/2-as=1.008×1323.3+700/2-30=1653.8mm Ne1fcbx(h00.5x) As=As= fyˊ(h0asˊ)ˊ358.821031653.81.014.370060(6700.560) = 300(67030) =1088.7mm2 2．下截面Mmax情况下验算 初始偏心距 M607.86106e0= ==1355.1mm 3448.5610N ea=max(20,h/30)=700/30=24mm ei= e0+ ea=1355.1+24=1379.1mm 偏心距增大系数 0.5fcA0.514.3700700ξ1= = =7.8>1.0 取ξ1=1.0 3N448.5610 因为l0/h=4.7<15 取ξ2=1.0 η=1+ l1(0)2ξ1ξ2=1.008 1400ei/h0h47 / 69 448.56103Nx= == =44.8mm<ξbho=0.55×670=368.5mm 14.37001fcb 属于大偏心受压 配筋计算 x=44.8mm<2as `=2×30=60mm 取x=60 e=ηei+h/2-as=1.008×1379.1+700/2-30=1710.1mm As=As= ˊNe1fcbx(h00.5x) fyˊ(h0asˊ)448.561031710.11.014.370060(6700.560) = 300(67030) 3．上截面Nmax情况下验算 初始偏心距 M429.95106e0= ==1103.2mm 3N389.7310=1993.2mm2 ea=max(20,h/30)=700/30=24mm ei= e0+ ea=1355.1+24=1127.2mm 偏心距增大系数 0.5fcA0.514.3700700ξ1= = =9.0>1.0 取ξ1=1.0 N389.73103 因为l0/h=4.7<15 取ξ2=1.0 l021()ξ1ξ2=1.01 η=1+ 1400ei/h0h48 / 69 389.7310Nx= == =38.9mm<ξbho=0.55×670=368.5mm 14.37001fcb3 属于大偏心受压 配筋计算 x=44.8mm<2as `=2×30=60mm 取x=60 e=ηei+h/2-as=1.01×1127.2+700/2-30=1458.5mm As=As= ˊNe1fcbx(h00.5x) fyˊ(h0asˊ)389.731031458.51.014.370060(6700.560) = 300(67030) 4．下截面Nmax情况下验算 初始偏心距 =958.5mm2 M607.86106e0= ==1355.1mm N448.56103 ea=max(20,h/30)=700/30=24mm ei= e0+ ea=1355.1+24=1379.1mm 偏心距增大系数 0.5fcA0.514.3700700ξ1= = =7.8>1.0 取ξ1=1.0 N448.56103 因为l0/h=4.7<15 取ξ2=1.0 l021()ξ1ξ2=1.008 η=1+ 1400ei/h0h49 / 69
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