一榀框架计算(土木工程毕业设计手算全过程)

一 框架结构设计任务书

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

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

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。

二 框架结构布置及结构计算简图确定

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]=

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=mm2 柱子尺寸拟定700mm×700mm

N5265μ= ==<[μ]= 满足

fcAs0.0143700700

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

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

三 荷载计算：

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 ×20 = KN/M 2

一层油毡隔离层 KN/M 2 40厚挤塑苯板保温层 × = KN/M 2 15厚高分子防水卷材 M 2 20厚1:3水泥砂浆找平 ×20 = KN/M 2 1:6水泥渣1%找坡层最薄处30厚（+）/2×14= KN/M 2

120厚现浇钢筋混凝土板 ×25=3 KN/M 2 12厚板底抹灰 ×20= KN/M 2

合计 KN/M 2 屋面板传递给边柱的集中荷载： ××9=63KN 中柱的集中荷载： ×3×9=

②屋顶次梁恒载标准值

单向板传给次梁的荷载 ×3= KN/M 次梁自重 × ×25= KN/M 次梁粉刷 （）××17×2= KN/M 合计 18 KN/M

图3-1 次梁计算单元及板传力图

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： ×﹙ 粉刷： ﹙ 合计 M

2）①楼面板恒载标准值

8~13厚铺地砖面层 KN/M 2 20厚1:2水泥砂浆结合层 ×20= KN/M 2

120厚钢筋砼楼板 ×25=3 KN/M 2

石膏板吊顶 KN/M 2 合计 KN/M 2

楼面板传递给边柱的集中荷载： ××9= 中柱的集中荷载： ×3×9=

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 ×3= KN/M 次梁自重 ×（）×25=M

合计 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 ×9≈150 KN

③2~5层框架梁恒载标准值

框架梁自重 ×（）×25= 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 ×（）×≈M 粉刷 （）××17×2=M

合计取（因为有构造柱取大点） M

4）柱自重标准值

1~3层柱自重： ××（－）×25＝

大理石贴面： ×4××＝ 合计

4~5层柱自重： ××（）×25＝ 大理石贴面： ×4××＝

合计

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： ×（）××（9-07） = 粉刷： 2××（）×17（）=

合计

4层玻璃幕墙作用在边柱的集中荷载

玻璃幕墙自重： m2×（）×（）=

2~3层外墙作用在边柱的集中荷载

墙自重： ×（）××（9-07） = 粉刷： 2××（）×17（）=

合计

活荷载标准值计算

1）①屋面板活荷载标准值（不上人）： M2

②顶层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图2） ×3=M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值

×9=

④屋面板传递给边柱的集中荷载： ××9= 中柱的集中荷载： ×3×9=

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××9=

中柱的集中荷载： 5×3×9=135KN

3）①4层楼面板活荷载标准值： M2

②4层次梁受板传递的活荷载标准值（计算简图见图3） ×3=M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值

×9=

④屋面板传递给边柱的集中荷载： ××9=

中柱的集中荷载： ×3×9=

4）①2~3层楼面板活荷载标准值： 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=M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值

×9=

④屋面板传递给边柱的集中荷载： ××9=

中柱的集中荷载： ×3×9=

四 内力计算

恒荷载作用下的内力计算

刚度计算 梁线刚度： 截面的惯性矩

考虑现浇楼板对框架梁截面惯性矩的影响，中框架梁取

边

Ib0=

bh3124008003 = =17×109mm4

12I中=2Ib0 边框架取 I

=

1.517109i边跨梁= E=28×105E

9000217109 i中跨梁= E=38×105E

9000

bh37007003柱线刚度： 截面的惯性矩 IC===20×109mm4

1212

20109 E=60×105E i4~5层柱=

3300

20109 i1~3层柱=

4200

E=48×105E

取105E值作为基准值1，算得各杆件相对线刚度(见下图)

图4-1 梁柱相对线刚度图

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。

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- )=×3×(1- )= ·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- )=×3×(1- )=·M

9L

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（在内力组合的表中进行梁端调幅计算）

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 -213 弯矩引起的内力 CD跨 AB跨 VD -213 楼 层 AB跨 VA 顶层 213 BC跨 VB CD跨 VD VB 213 VC -213 VC 213 VA VB VC VC 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 5 4 3 2

楼 恒载作用下的剪力 层 AB跨 BC跨 CD跨 VA 顶 层 VB VB 213 VC -213 VC VD 5 4 3 2

图4-6 恒载作用下的框架梁的剪力图

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

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的增大系数。梁端弯矩应进行弯矩调幅，乘以调幅系数.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

图4-9 活荷载作用下的框架弯矩分配图

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

楼 AB跨 层 VA VB 顶 层 5 4 3 2 荷载引起的弯矩 BC跨 VB 135 弯矩引起的内力 CD跨 AB跨 VD -135 BC跨 VB CD跨 VD VC -135 VC 135 VA VB VC VC 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 135 -135 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

135 -135 VD 图4-11活载载作用下的框架梁的剪力图

图4-12活荷载作用下柱的轴力图

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 < 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=。

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+）×2+（+）×2+162×6+×27= 第5层重力荷载代表值G5 G5恒+活

=[ ++ ×2++ ×2+150×6+×27+×4] +×（×2+135×2+135×6）= 第4层重力荷载代表值G4

G4恒+活=[ ++ ×2++ ×2+150×6+×27+×27+×4] +×（×2+×2+×6）= 第3层重力荷载代表值G3

G3恒+活=[ ++ ×2++ ×2+150×6+×27+×4] +×（×2+×2+×6）= 第2层重力荷载代表值G2 G2恒+活=

4、结构自震周期T1

对框架结构，采用经验公式计算: T1==×5=

5、地震影响系数α

由Tg=，T1=，Tg(TgT1)2max(0.40.9)10.080.0760.425

6、计算水平地震作用标准值（采用底部剪力法计算）因为T1FEKGeq0.85Gi0.0760.85(1580.682479.862278.172387.672)717.97KNGiHiFiFEKGjHj

可按下表计算

计算水平地震作用标准值表

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) i 112 56 GHjj128568.4KN·m F718KN

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 C5 D5 A4 B4 4 C4 D4 A3 B3 3 550 C3 D3 A2 B2 2 662 C2 D2 A1 B1 1 718 C1 D1 12)60 4.2212()60 4.2212()60 4.2212()60 4.2212(2)60 4.212()60 4.2212()60 4.2212()60 4.2212()48 4.2212()48 4.2212(2)48 4.212()48 4.2212()48 4.2212()48 4.2212()48 4.2212(2)48 4.212()48 4.2212()48 4.2212()48 4.2212()48 4.22( 12 ()60 4.22 12()60 4.22127 127 12(2)48 4.2 12()48 4.22 12()48 4.22 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)

图4-14左震作用下的柱剪力图与轴力图(单位：KN)

五 内力组合

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 M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 ×③+ ×⑤ ①+× ② V M — — ×①+ ×② M -42 42 ①+× ② ①+× ② V B右 跨中 BC C左 M V M 57 — -57 — ×③+ ×⑤ ①+× ② ×①+ ×② M V -57 57 ×③+ ×④ ①+× ②

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 M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 ×③+ ×⑤ ①+× ② V M — — ×①+ ×② M -248 ×③+ ×④ ×③+ ×④ V B右 M V M 跨中 BC C左 M V

×③+ ×⑤ ①+× ② 135 — — ×①+ ×② ×③+ ×④ ①+× ② -135

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 M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 ×③+ ×⑤ ×③+ ×⑤ V M — — ×①+ ×② B左 M ×③+ ×④ ×③+ ×⑤ ×③+ ×④ ×③+ ×⑤ V B右 BC 跨中 M V 213 — — ×①+ ×② M C左 M V

×③+ ×④ ×③+ ×④ -213

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 M－max Vmax 组合组合组合组合项 值 项 值 ×③+ ×⑤ ×③+ ×⑤ V M 276 — — ×①+ ×② B左 M ×③+ ×④ ×③+ ×⑤ ×③+ ×④ ×③+ ×⑤ V B右 BC 跨中 M V M — — ×①+ ×② 171 C左 M V

×③+ ×④ ×③+ ×④

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 Vmax 组合组合项 值 组合值 组合项 组合值 AB A M ×③+×⑤ ×③+×⑤ V 跨中 M — — ×①+×② B左 M ×③+×④ ×③+×④ V -399 BC B右 M ×③+×⑤ ×③+×⑤ V 跨中 M 171 — — ×①+×② C左 M ×③+×④ ×③+×④ V 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 剪力 A柱 下 M N V ×③+×④ ×③+×④ ×①+××② /M/max及相应N Nmax相应的M 组合值 ×①+××② ×①+××② ×①+××② Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合项 ×③+×⑤ 组合值 ×③+×④ -712 组合项 ×③+×⑤ 组合值 组合项 -712 ×①+××② 组合项 组合值 ×③+× ④ M N ×③+× ④ ×③+× ④ -712 M 上 N B剪力 V 柱 下 M N ×③+× ④

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 N 剪力 下 V 127 -127 表5-7 4层柱内力组合表

/M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 ×①+××② 组合值 ×①+××② ×①+② ×①+② Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 ×③+×④ 组合项 ×③+×⑤ 组合值 组合项 ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ 组合值 组合项 ×③+×⑤ ×①+××② M N B柱 上 M N ×③+×④ 剪力 下 V ×③+×④ M N

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 N V -315 -315 ×③+×④ ×③+×④ ×③+×⑤ /M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 ×①+××② 组合值 ×①+××② ×①+② ×①+② Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 ×③+×④ 组合项 ×③+×⑤ 组合值 组合项 ×③+×④ 组合值 组合项 ×③+×⑤ -1275 ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ M N 上 B柱 剪力 下 M N V M N

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 N V 表5-9 2层柱内力组合表

/M/max及相应N Nmax相应的M 组合项 ×①+××② 组合值 ×①+××② ×①+② ×①+② Nmin及相应的M Vmax及相应N 组合值 ×③+×④ 组合项 ×③+×⑤ 组合值 组合项 ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ 组合值 组合项 ×③+×⑤ ×③+×⑤ M N 上 B柱 剪力 下 M N V ×③+×④ ×③+×④ M N

柱 截面 内①活载 力 ②活载 ③重力荷载 ④左震 ⑤右震 M 上 N A柱 剪力 V 下 M N 上 B柱 表5-10 1层柱内力组合表

/M/max及相应N

Nmin及相应的M Nmax相应的M 组合项 ×①+××② 组合值 ×①+××② -105 ×①+② ×①+② Vmax及相应N 组合值 ×③+×④ 组合项 ×③+×⑤ 组合值 组合项 ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ ×③+×④ 组合值 组合项 ×③+×⑤ -2124,65 ×③+×⑤ M N ×③+×④ 剪力 V 下 ×③+×④ M N

六 框架设计

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

M980.93106αS===

1fcbh0214.34007402

ξ=1- 12S=1-120.313=<ξb=

γs=（1+1S）=

980.93106 MAS= ==

fysh03000.91740

ft1.2745 f=45×=%<% ρmin=%

300y

As4855.6ρ===%>ρmin=% 满足最小配筋率 bh400800

取1025 双层布置，上下层各5根。

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： = => 不受此项限制

h0765

取最小值作bf＇，即bf＇=3000mm

α1fc bf＇hf＇h0 hf＇)=×3000×120××120)= M> M 承载力满足要

求。

受压区高度

x= h0-

2M=765- h1fcbf＇22355.5106765=

14.330002 AS=

45

1fcbf＇xfy=

1.014.3300010.9=

300取520钢筋 单层布置

实际AS=1571mm2

ftfy=45×

1.27=%<% 300 ρmin=%

ρ=

1571=%>ρmin 满足最小配筋率

400800

② 斜截面承载力验算(左支)

fc=mm2 ft=mm2 fyv=300 N/mm2

纵筋排2层 取保护层厚度25mm 有效直径25mm

as=25+25+=

h0=h- as==

验算截面尺寸

βc=

h0737.5 ==<4

b400

βc fcbh0 =×××400×＝>V=

截面抗剪满足

验算是否需要计算配箍

ftb h0=××400×=需要配箍

计算配箍选用Φ8的双肢箍:n=2，ASV1=

S=

1.25nASV1fyvh0V0.7ftbh01.25250.3210737.5== 405.21030.71.43400737.5取s=150mm

验算配箍率

ft1.43 ρsv,min= f= =%

210yv

nASV1250.3 ρsv===%>ρsv,min 满足

bs400150

③ 截面验算裂缝宽度

Ate=+( bf-b) =×400×800+(3000-400)120=472000mm2

AS1571ρte=A==< 取ρte=

472000te

20deq= =20mm

1.0

保护层取25mm as=35mm

h0=800-35=765mm

MK=+=M

Mk288.05106σsk===mm2

0.87h0AS0.877651571

ψ= tesk

ftk

2.01= 裂缝宽度验算 0.01278skdeq wmax=ΨEs+te

=××

不满足

27822××25＋= 52.0100.01 >wlim=

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。

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= 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： = => 不受此项限制

h0762.5

取最小值作bf＇，即bf＇=3000mm

α1fc bf＇hf＇h0 hf＇)=×3000×

120× M> M

承载力满足要求。

45

ftfy=45×

1.43=%>% 300 ρmin=%

满足最小配筋率。

ρ =

2454.5=%>ρmin

400800

② 截面验算裂缝宽度

Ate=+( bf-b) =×400×800+(3000-400)120=472000mm2

AρS2454.5te=Ate=472000=< 取ρte=

d25eq= 1.0=25mm

保护层取25mm as=

h0==

MK=+=M

σMk288.05106sk=0.87hA==mm20S0.87762.52454.5

=ftk

=2.010.01176.9 裂缝宽度验算 tesk

 wskdeq max=ΨE+

ste =××

176.92.0105××25＋250.01=

扰度验算

由裂缝验算知

裂缝满足

ψ

③ρte=< 取 deq=

25=25mm 1.0Mk288.05106σsk===mm2

0.87h0AS0.87762.52454.5ψ= tesk

ftk

2.01= 0.01176.9先计算抗弯刚度

(bf＇b)hf＇(3000400)120γf＇= ==

bh0400762.5

AS2454.5ρ=== bh0400762.5

ES2.0105E===

EC2.80104

(短期受弯刚度)

ESASh022.01052454.5762.52BS= 6E=67.140.0081.150.21.150.360.21+3.5f＇1+3.51.02=×1014

AˊS = θ=

AS

Mq=+×=M

MK288.05B= BS=××1014

Mq(1)MK245.74(2.01)288.05=×1014

扰度验算

5MKl05288.0510690002 V==

4.14101448×B=48×

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

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

M466.2106e0= ==1299mm 3N358.8210

ea=max(20,h/30)=700/30=24mm

ei= e0+ ea=1299+24=

偏心距增大系数

0.5fcA0.514.3700700ξ1= = => 取ξ1= 3N358.8210

因为l0/h=<15 取ξ2=

l021()ξ1ξ2= η=1+

1400ei/h0h

358.82103Nx= = =<ξbho=×670= 1fcb14.3700 属于大偏心受压 配筋计算

x=<2as `=2×30=60mm 取x=60mm

e=ηei+h/2-as=×+700/2-30=

As=As=

ˊ

Ne1fcbx(h00.5x)

fyˊ(h0asˊ)358.821031653.81.014.370060(6700.560) =

300(67030)

=

2．下截面Mmax情况下验算

初始偏心距

M607.86106e0= == 3448.5610N

ea=max(20,h/30)=700/30=24mm

ei= e0+ ea=+24=

偏心距增大系数

0.5fcA0.514.3700700ξ1= = => 取ξ1= 3N448.5610

因为l0/h=<15 取ξ2=

l021()ξ1ξ2= η=1+

1400ei/h0h

448.56103Nx= == =<ξbho=×670=

14.37001fcb 属于大偏心受压

配筋计算

x=<2as `=2×30=60mm 取x=60

e=ηei+h/2-as=×+700/2-30=

Ne1fcbx(h00.5x) As=As=

fyˊ(h0asˊ)ˊ

448.561031710.11.014.370060(6700.560) =

300(67030)

3．上截面Nmax情况下验算

初始偏心距

M429.95106e0= ==

N389.73103=

ea=max(20,h/30)=700/30=24mm

ei= e0+ ea=+24=

偏心距增大系数

0.5fcA0.514.3700700ξ1= = => 取ξ1=

N389.73103

因为l0/h=<15 取ξ2=

l021()ξ1ξ2= η=1+

1400ei/h0h

389.7310Nx= == =<ξbho=×670=

14.37001fcb 属于大偏心受压

配筋计算

x=<2as `=2×30=60mm 取x=60

e=ηei+h/2-as=×+700/2-30=

As=As=

ˊ

3Ne1fcbx(h00.5x)

fyˊ(h0asˊ)389.731031458.51.014.370060(6700.560) =

300(67030)

4．下截面Nmax情况下验算

初始偏心距

M607.86106e0= == 3N448.5610=

ea=max(20,h/30)=700/30=24mm

ei= e0+ ea=+24=

偏心距增大系数

0.5fcA0.514.3700700ξ1= = => 取ξ1= 3N448.5610

因为l0/h=<15 取ξ2=

η=1+

l1(0)2ξ1ξ2=

1400ei/h0h448.56103Nx= == =<ξbho=×670=

14.37001fcb 属于大偏心受压

配筋计算

x=<2as `=2×30=60mm 取x=60

e=ηei+h/2-as=×+700/2-30=

Ne1fcbx(h00.5x) As=As=

fyˊ(h0asˊ)ˊ

448.561031710.11.014.370060(6700.560) =

300(67030)

通过比较A轴第5层柱子按下柱Mmax情况对称配筋。

验算配筋率：

=

AsAsˊ1993.2一侧纵筋：= ==%>ρmin=%

bhbh700700

As+Asˊ2As21993.2 全部纵筋：===%>% 满足

bhbh700700

选用622，实际As=Asˊ=

A轴其余柱子计算方法如上，下面列表计算。

表6-1 A轴柱按Mmax计算结果

柱 层次 截面尺寸 组合 A 1 700×700 2 700×700 3 700×700 4 700×700 5 700×700 上截面 M（KN·m） 下截面 上截面 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 下截面 上截面 下截面 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 上截面 下截面 上截面 下截面 24 1 1 大 24 1 1 大 1299 24 1323 1 1 大 24 1 1 大 N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm） l0（m） ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 η e（mm） x(mm) 偏心判断 24 6 1 1 大 计算<0 As=As’（mm2） 实配单侧520 (>%) 1571mm 520 1571mm 520 1571mm 520 1571mm 622

表6-2 A轴柱按Nmax计算结果

柱 层次 截面尺寸 组合 A 1 700×700 2 700×700 3 700×700 4 700×700 5 700×700 上截面 M（KN·m） 下截面 上截面 105 75 24 6 1 1 312 大 24 6 1 1 503 大 <0 下截面 上截面 下截面 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 <0 上截面 下截面 上截面 下截面 24 1 1 大 24 1 1 大 24 1 1 大 24 1 1 大 N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm） l0（m） ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 η e（mm） x(mm) 偏心判断 75 24 6 1 1 大 <0 计算<0 As=As’（mm2） 实配单侧520 (>%) 1571mm 520 1571mm 520 1571mm 520 1571mm 622

柱 层次 截面尺寸 组合 B 1 700×700 2 700×700 3 700×700 4 700×700 5 700×700 上截面 M（KN·m） 下截面 上截面 下截面 上截面 下截面 上截面 下截面 上截面 下截面 表6-3 B轴柱按Mmax计算结果

N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm） l0（m） ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 η e（mm） x(mm) 偏心判断 24 6 1 1 426 小 24 6 1 1 小 24 6 1 1 大 24 6 1 1 大 239 24 6 1 1 大 <0 239 24 6 1 1 大 <0 177 24 1 1 大 <0 177 123 24 147 1 1 大 <0 712 264 24 288 1 1 大 <0 24 1 1 大 <0 计算<0 As=As’（mm2） 实配单侧620 (>%) 520 1571mm 520 1571mm 520 1571mm 520 1571mm

B轴柱子按Nmax计算：

由于B轴柱按Nmax计算是弯矩很小，轴力很大，故偏心很小，所以按轴心受压计算，计算过程如下。取最底层验算（因为底层轴力最大）。

l0=4200/700=6<8 查表得ψ=

N/(0.9)fcAAs’ = <0 故B轴全部柱子只需要构造配筋即可。

fy＇ 实际配筋520 ，As=1571mm2。

① 框架柱斜截面计算

取A轴5层柱子 验算 V= N上= N下=

1.验算截面尺寸：

h0=h-as=700-40=640mm

hwh0660 == =<4

bb700 βcfcbh0=×××700×660N=>V=

满足要求

2.验算是否需要计算配箍筋(上截面)：

=××700×700N=>N下=> N上=

H3300λ= n= =<3

2h02660

1.751.75ftbh0+= ××700×660+×=>V= 12.51 可以按构造配箍

验算是否需要计算配箍筋(下截面)：

=××700×700N=>

H3300 λ= n= =

2h02660 1.751.75ftbh0+= ××700×660+×=>V=可以按构造配箍 12.51

表6-4 A轴柱子斜截面承载力验算

表6-5 B轴柱子斜截面承载力验算

柱 层次 截面尺寸 组合 A 1 700×700 上截面 3 2 700×700 3 700×700 4 700×700 5 700×700 下截面 上截面 3 否 3 否 下截面 上截面 下截面 3 否 3 否 3 否 上截面 下截面 上截面 下截面 否 否 否 否 N（KN） V（KN） λ 是否需要否 计算配箍 计算 箍筋 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍

柱 层次 截面尺寸 组合 B 1 700×700 上截面 3 2 700×700 3 700×700 4 700×700 5 700×700 下截面 上截面 3 否 3 否 下截面 上截面 下截面 3 否 3 否 3 否 上截面 下截面 上截面 下截面 177 否 177 否 712 否 否 N（KN） V（KN） λ 是否需要否 计算配箍 计算 箍筋 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 构造配箍 框架柱最终配筋 柱子保护层取30mm ，

A柱配筋：由规范规定，当混凝土偏心受压构件的截面高度h≧600mm时，

在柱的侧面上应设置直径为10~16mm，间距不大于300mm的纵向构造筋。这里考虑便于施工，将A轴1~5层柱子的单侧构造筋全部取314。箍筋经验算可按按构造配筋。

图6-4 A轴5层柱截面配筋图

图6-5 A轴1~4层柱截面配筋图

B柱配筋：按最不利情况配筋，即偏心情况下配筋，由规范规定，当混凝土偏心受压构件的截面高度h≧600mm时，在柱的侧面上应设置直径为10~16mm，间距不大于300mm的纵向构造筋。这里考虑便于施工，将B轴1~5层柱子的单侧构造筋全部取314。箍筋经验算可按按构造配筋。

图6-6 B轴2~5层柱截面配筋图

图6-7 B轴1层柱截面配筋图

七 柱基础设计（柱下钢筋混凝土独立基础）：

①A轴边柱基础设计：

作用在柱底的荷载标准值:M= M N= V=

作用在柱底的荷载效应基本组合设计值： M= KN M（组合） N=组合) V=（组合） (1)求地基承载力特征值fa

初选埋深

根据砂砾石层，ηb= ηd= γ=19 γm=19 经反复试算基础宽度3m

fa=fak+ηbγ(b-3)+ ηdγm（）=290+3×19×(3-3)+×19×

(2)初步选择基底尺寸

计算基础和回填土重Gk时的基础埋深d=×+=

Fk2474.27A0= = =

faGd373.6201.58

由于偏心不大，基础底面积按20%增大，即

A==×=

初步选择基础底面积A=l×b=3×3=9m2.

(3)验算持力层地基承载力

基础和回填土重Gk=γGdA=20××9=

Mk85.8761.960.5ll 偏心距 ek=== （=） e<

FkGk2474.27284.466 即Pkmin>0 满足 基底最大压力

FG6e2474.27284.460.05Pkmax=kk（1+k）=×（1+）=<=

Al93满足

最后，确定该柱基础底面长l=3m,宽b=3m

(4)计算基底净反力

M108.977.810.5 偏心距e0== =

F3086.62

基础边缘处的最大和最小净反力

Pjmax =

Pjmin =

6e3086.6260.05F（1-0）=×（1-）=

l339lb6eF3086.6260.05（1+0） =×（1+）= lbl339 (5)基础高度

材料选用：C30混凝土，HPB335钢筋。采用阶段梯形基础。

①柱边基础截面抗冲切验算

l=3m，b=3m，az=，bz=。

初步选择基础高度h=550mm,从上至下分250mm和300mm两个台

阶。h0=450mm(有垫层)。

bz+2ho=+2×=b+a7001700 am=zb==1200mm

22 因为偏心受压，pj取pjmax

冲切力：

lazbb--h0)b-（-z- h0）2] 222230.730.7 =×[（ - ×3-（-- ）2]

2222 = 抗冲切力：

βhpftamh0=×××103××

=> Fl 满足

②变阶处抗冲切验算

初步取：at=b1=2m, a1=2m, h01=300-50=250mm

at+2h01=2+2×=a+a22.5am= tb= =

22

冲切力：

labb Fl=pjmax[（-1-h01)b-（-1- h01）2]

22223232 =×[（ - ×3-（-- ）2]

2222 = KN

抗冲切力：

βhpftamh01=×××103××

=563KN> Fl 满足

(6)配筋计算

选用HPB35钢筋，fy=300N/mm2

㈠ 基础长边方向 Ⅰ-Ⅰ截面（边柱） 柱边净反力

Fl=pjmax[（

0.5(laz) (pjmax- pjmin) l0.5(30.7) =+ 悬臂部分净反力平均值：

31（pjmax+ pjⅠ）=×（+）=350kPa 2弯矩：

p pⅠ1j MⅠ= （jmax）（laz）2(2b+bz)

2241 =×350×（）2×（2×3+）

24pjⅠ=pjmin+

=m

MⅠ516.8106 AsⅠ= = =

0.9fyh00.9300500

Ⅲ-Ⅲ截面（变阶处）

变阶处净反力

0.5(la1) pjⅢ=pjmin+ (pjmax- pjmin)

l0.5(32) =+ kPa

3悬臂部分净反力平均值：

1（pjmax+ pjⅢ）=×（+）= 2弯矩：

p pjⅢ1 MⅠ= （jmax）（la1）2(2b+b1)

2241 =××（3-2）2×（2×3+2）

24=m

117.5106 AsⅢ= ==

0.9fyh010.9300250

比较AsⅠ和AsⅢ应按AsⅠ配筋，实际配1320，AS=>

㈡基础短边方向

因为该基础受单向偏心荷载作用，所以，在基础短边方向的基底反力可

1按均匀分布计算，取pj= ( pjmax+ pjmin)=

2与长边方向的配筋计算方法相同，可得Ⅱ-Ⅱ截面（柱边）的计算配筋值 ASⅡ=，Ⅳ-Ⅳ截面（变阶处）的计算配筋值ASⅣ=1688mm2，因此按AS

Ⅱ

MⅢ在短边方向配筋，由于要满足宽度内配筋受力筋间距在100~200mm的

规范要求，故实际配1220，AS=。

图7-1 A轴柱下钢筋混凝土独立基础剖面图

②B轴中柱基础设计：

作用在柱底的荷载标准值:M= M N= V=

作用在柱底的荷载效应基本组合设计值： M= M（组合） N=组合) V=（组合）

由于作用在基础顶部的弯矩 剪力很小，估算出的偏心距很小，所以B轴柱基础按轴心受压设计

(1)求地基承载力特征值fa

初选埋深

根据砂砾石层，ηb= ηd= γ=19 γm=19 经反复试算基础宽度

fa=fak+ηbγ(b-3)+ ηdγm（）=290+3×19×+×19×

(2)初步选择基底尺寸

计算基础和回填土重Gk时的基础埋深d=×+=

Fk4266.21A0= = =

faGd402.1201.58

由于轴心受压，基础底面可不用增大，即

A≈A0=

初步选择基础底面积A=l×b=×=.

(3)验算持力层地基承载力

基础和回填土重Gk=γGdA=20××9=

基底压力

FG4266.21284.4Pk=kk==A12.25 满足

最后，确定该柱基础底面长l=,宽b=

(4)计算基底净反力

基础净反力

Pj=p﹣

GFG5366.4284.4=﹣=-=

2AlbA12.25(5)基础高度

材料选用：C30混凝土，HPB335钢筋。采用阶段梯形基础。

① 柱边基础截面抗冲切验算

l=，b=，az=，bz=。

初步选择基础高度h=600mm,从上至下分250mm和350mm两个台

阶。h0=450mm(有垫层)。

bz+2ho=+2×=am=

bz+ab7001800==1250mm 22

冲切力：

lazbb--h0)b-（-z- h0）2] 22223.50.73.50.7 =×[（ - ×3-（-- ）2]

2222 = 抗冲切力：

βhpftamh0=×××103××

=> Fl 满足

② 变阶处抗冲切验算

初步取：at=b1=2m, a1=2m, h01=350-50=200mm

at+2h01=2+2×=a+a22.6am= tb= =

22

冲切力：

labb Fl=pj [（-1-h01)b-（-1- h01）2]

22223.523.52 =×[（ - ×3-（-- ）2]

2222 = KN

抗冲切力：

βhpftamh01=×××103××

=> Fl 满足

(6)配筋计算

选用HPB35钢筋，fy=300N/mm2 Fl=pj [（

㈠基础长边方向

Ⅰ-Ⅰ截面（边柱） 悬臂部分净反力：

GFG5366.4284.4Pj=p﹣=﹣=-=

2AlbA12.25弯矩：

1 MⅠ= Pj（laz）2(2b+bz)

24 =

1××（）2×（2×+） 24 =744kNm

MⅠ744106 AsⅠ= = =5010mm2

0.9fyh00.9300550

Ⅲ-Ⅲ截面（变阶处） 悬臂部分净反力：

GFG5366.4284.4Pj=p﹣=﹣=-=

2AlbA12.25弯矩：

1 MⅠ= Pj（la1）2(2b+b1)

241 =××（）2×（2×+2）

24=m

249.6106

AsⅢ= ==

0.9fyh010.9300300

比较AsⅠ和AsⅢ应按AsⅠ配筋，实际配1620，

AS=>5010mm2 。

MⅢ

㈡ 基础短边方向

因为是正方形基础，且为轴心受压，所以短边方向配筋同长 实际配1620，AS=>5010mm2 。

图7-2 B轴柱下钢筋混凝土独立基础剖面图

八 楼板设计

这里验算第3层楼面板验算。

(板厚120mm。h0=120-20=100mm。C30混凝土1fc=mm2，HPB335钢筋

fy=300N/mm2)

恒荷载设计值：g=×=m2 q=×=m2

g+q= N/m2 净跨l0=2700mm

连续板考虑塑性内力重分布的弯矩系数α

111 边跨跨中： 离端第二支座： 161411111离端第二跨跨中： 中间支座： 中间跨跨中：

161416

端支座：M端支座=－（g+q）l02/16=×16=－ m

M边跨跨中=（g+q）l02/14=×14=5 kN m

M离端第二支座=－（ g+q）l02/11=×11=－ kN m

M离端第二跨跨中=（g+q）l02/16= m

M中间支座=－（g+q）l02/14=－×14=－5 kN m

M中间跨跨中=（g+q）l02/16=×16= m

图8-1 3层单向板的计算简图

表8-1连续板各截面的配筋计算

板带部位截面 端支座 M（kNm） 边跨跨中 5 245 φ8@200 251 离端第二离端第二中间支座 支座 跨跨中 -5 313 φ8@160 314 218 φ8@200 251 245 φ8@200 251 中间跨跨中 218 φ8@200 251 αs=M1fcbho2 218 φ8@200 ξ As=ξbh0 1 fc/fy 选配钢筋 实配钢筋面积 251 （mm2）

参考文献

[1]混凝土结构设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2010

[2]建筑抗震设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2010 [3]建筑结构荷载规范. 北京.中国建筑工业出版社.2001 [4]建筑地基基础设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2001 [5]砌体结构设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2002

[6]建筑结构可靠度设计统一标准. 北京. 中国建筑工业出版社.2001

[7]包世华编着. 新编高层建筑结构设计. 北京.中国水利电力出版社.2003

[8]李碧雄、贾正甫、李章政、傅昶彬编着. 建筑结构设计. 北京 中国电力出版社. 2008 [9]熊峰.李章政.贾正甫.李碧雄编着. 结构设计原理. 北京.科学出版社.2002 [10]赵明华主编. 基础工程. 北京. 高等教育出版社.2003 [11]丰定国编着. 结构抗震设计. 武汉工业大学出版社.2003

[12]梁兴文 史庆轩主编.土木工程专业毕业设计指导.北京.科学出版社.2002 [13]沈蒲生编着.高层建筑结构设计例题. 北京.中国建筑工业出版社.2005 [14]周果行编着. 房屋结构毕业设计指南. 北京.中国建筑工业出版社.2004 [15]邱洪兴等编着. 建筑结构设计. 南京. 东南大学出版社.2002

[16]龙驭求等编着. 结构力学（上、下册）. 北京. 高等教育出版社.2003

致谢

毕业设计的这段时间是我学生生涯中最有价值的一段时光。这里有治学严谨而不失亲切的老师，有互相帮助的同学，更有向上、融洽的学校生活氛围。借此

论文之际，我想向所有人表示我的谢意。

首先感谢我的指导老师。本论文是在贾正甫老师的指导下和同学们的帮助下修改完成的。在此，我要向他们的细心帮助和指导表示由衷的感谢。在这段时间里，我从他们身上不仅学到了许多的专业知识，更感受到他们工作中的兢兢业业，生活中的平易近人。此外，他们严谨的治学态度和忘我的工作精神值得我去学习。非常感谢大家在我的毕业设计中，给予我极大的帮助，使我对整个毕业设计的思路有了总体的把握，并耐心的帮我解决了许多实际问题，使我有了很大的收获。

感谢多年来传授我知识的老师们，更要感谢那些对我学习上支持和鼓励的人。同时感谢所有关心帮助过我的同学、老师和学校。总之，在以后的学习生活中我将以加倍的努力对给予我帮助的学校、老师及同学们的回报。