六层钢筋混凝土框架结构教学楼设计

六层钢筋混凝土框架结构教学楼设计
第一部分:建筑设计
一、工程概况：
1、工程名称：六层钢筋混凝土框架结构教学楼；
2、工程位置：某市；
3、工程总面积：4100m2,6层；
4、结构形式：现浇整体框架结构。

二、建筑物功能与特点：
1、标高：一层室内地面标高为±0.000。

2、平面设计
建筑正面朝东南向，平面布置满足长宽比小于5，满足建筑开间模数和进深的要求。

建筑平面设计包括单个房间平面设计及平面组合设计。

建筑平面设计的任务就是充分研究几个部分的特征和相互关系，以及平面与周围环境的关系，在各种复杂的关系中找出平面设计的规律，使建筑能满足功能、技术、经济、美观的要求。

平面组合设计的任务就是，如何将单个房间与交通联系部分组合起来，使之成为一个使用方便、结构合理、体型简洁、构图完整、造价经济及与环境协调的建筑物。

3、立面设计
该建筑立面为了满足采光和美观需求，设置了大面积的玻璃窗；外墙面选用面砖饰面，不同分隔区采用不同的颜色区隔，以增强美感。

立面设计中应注意：立面比例尺度的处理，立面虚实与凹凸处理，立面的线条处理，立面的色彩与质感处理，立面的重点与细部处理。

4、防火
防火等级为二级，安全疏散距离满足房门至外部出口或封闭楼梯间最大距离小于35m，会议室、办公室前后两个门，满足防火要求；室内消火栓设在走廊两侧，每层两侧及中间设3个消火栓，最大间距25m,满足间距50m的要求。

5、抗震
建筑的平立面布置规则，建筑的质量分布和刚度变化均匀，楼层没有错层，满足抗震要求。

6、楼板层
楼板层通常由面层、楼板、顶棚三部分组成。

楼板层的设计应满足：
○1、具有足够的强度和刚度；
○2、满足隔声、防火、热工等方面的要求；
○3、满足建筑经济的要求。

本工程采用现浇钢筋混凝土楼板，其具有强度高、防火性能好、耐久、利于抗震、便与工业化生产等优点
7、屋面
屋面形式为平屋顶，排水坡度为2%，形式为垫置坡度，排水方式为内排水。

屋面设计应考虑其功能、结构、建筑艺术三方面的要求。

防止雨水渗漏是屋顶的基本功能要求，也是屋顶设计的核心。

屋顶排水设计包括：选择屋顶排水坡度，确定排水方式，进行屋顶排水组织设计。

屋面防水材料尺寸越小，屋面排水坡度越大，反之则越小；降水量大的地区屋面排水坡度较大，反之则较小。

屋面坡度的形成有材料找坡和结构找坡两种做法。

屋面排水方式分为有组织排水和无组织排水两大类，其方式的选择应根据气候条件，建筑物的高度、质量等级、使用性质、屋顶面积大小等因素加以综合考虑。

8、施工注意事项
○1、尺寸单位：标高尺寸以米为单位，其余以毫米为单位；
○2、土建施工和设备工种必须密切结合，做好预留洞预埋管道；
○3、所有设地漏房间的楼地面均设1%的排水坡度，坡向地漏。

卫生间楼地面标高降20mm，完成后需做防水防渗实验；
○4、在施工中若发现问题，请及时通知设计单位，以便解决，未经设计单位同意不得随意改变设计；
三、设计资料
1、自然条件
○1、工程地质条件：见地质勘查报告；
○2、抗震设防： 7 度；
○3、防火等级：二级；
○4、建筑物类型：丙类；
=0.45KN/m2；
○5、基本风压： W
=0.35 KN/m2
○6、基本雪压： S
○7、地下水位：地下水位埋深在地面以下0.5m，平均水位标高3.38m；
○8、楼面活荷：办公室：2.0 KN/m2；走道、楼梯：2.5KN/m2；可上人屋面：
2.0 KN/m2。

2、工程做法
2.1屋面做法（高聚物改性沥青卷材防水）
①4厚高聚物改性沥青卷材防水层；
②20厚1：3水泥砂浆找平层；
③1：6水泥焦渣找2%坡，最薄处30厚；
④50厚聚苯乙烯泡沫塑料板保温层；
⑤钢筋混凝土基层。

2.2楼面做法
2.2.1房间、走道楼面（现制水磨石）
①12厚1:2.5水泥磨石楼面磨光打蜡；
②素水泥浆结合层一道；
③20厚1:3水泥砂浆找平层，上卧分隔条；
④40厚C20细石混凝土垫层；
⑤钢筋混凝土楼板。

2.2.2卫生间楼面（铺地砖）
①8厚地砖楼面，干水泥擦缝；
②洒素水泥面（洒适量清水）；
③20厚1:4干硬性水泥砂浆结合层；
④60厚C20细石混凝土向地漏找平，最薄处30厚；
⑤聚氨酯三遍涂膜防水层厚1.5～1.8或用其他防水涂料防水层，防水层周边卷起
高150；
⑥20厚1:3水泥砂浆找平层，四周抹小八字角；
⑦现浇钢筋混凝土楼板。

3.2.3外墙面做法（面砖饰面）
①1:1水泥砂浆（细砂）勾缝；
②贴8厚面砖（在砖粘贴面上涂抹专用粘贴剂，然后粘贴）；
③6厚1:0.2:2水泥石灰膏砂浆找平层；
④6厚1:1:6水泥石膏砂浆刮平扫毛；
⑤6厚1:0.5:4水泥石灰砂浆打底扫毛；
⑥刷一道加气混凝土界面处理剂。

3.2.4内墙面做法（纸筋灰墙面）
①刷内墙涂料；
②2厚纸筋（麻刀）灰抹面；
③9厚1:3石灰膏砂浆；
④5厚1:3:9水泥石膏砂浆打底划出纹理；
⑤加气混凝土界面处理剂一道。

3.2.5顶棚做法（铝合金条板吊顶）
①各层的走道、楼梯、顶板板底为15厚纸筋灰抹底；
②外刷乳白色106 涂料二层。

3.2.6散水做法：混凝土散水
①50厚C15混凝土撒1：1水泥沙子，压实赶光；
②150厚3：7灰土垫层；
③素土夯实向外坡4%。

第二部分:结构设计计算书
一、结构布置及结构计算简图的确定(取⑤轴计算)
1、结构布置(见图1)
图一结构布置图
2、确定梁柱截面尺寸：
主梁：边跨（AB,CD）梁
h=(1/8~1/12)l=(1/8~1/12)×6000=500mm~750mm 取 h=600mm
b=(1/2~1/3)h=(1/2~1/3)×600=200mm~300mm, 取300mm
连系梁：边跨（AB，CD）梁取h=600mm,b=300mm 中跨（BC）取h=400mm,b=250mm 次梁取h=500mm,b=300mm 框架柱的截面尺寸：一般根据柱的轴压比限值按下列公式估算：
N=βFg
z
n
A c ≥N/[μN]ƒ
c
该框架结构的抗震等级为二级，其轴压比限值[μ
N
]＝0.8；各层的重力荷载代表
值近似取g
E
＝12KN/m2，则
1～6层柱截面： 450mm×450mm
现浇楼板厚： 100mm，满足h/l
01
≥1/40 3、计算简图的确定（见图2）
根据地质资料,确定基础顶面离室外地面为500mm,底层柱高度从基础顶面取至一层板底,由此求得底层层高为4.85m,2~6层柱高度即为层高,取3.6m。

各梁柱构件的线刚度经计算后列于图2，其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，边跨梁取
I=1.5I
0,中跨梁取I=2I
（I
为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩）。

AB，CD跨梁： i=2E×1/12×0.25×0.63/6.0=15.0×10-4Em3 BC跨梁： i=2E×1/12×0.25×0.403/2.4=11.11×10-4Em3上部各层柱： i=E×1/12×0.45×0.453/3.6=9.49×10-4Em3底层柱： i=E×1/12×0.45×0.453/4.85=7.05×10-4Em3
图2 结构计算简图（×10-4）
二、荷载计算
1、恒载计算
1.1 屋面框架梁线荷载标准值：
4厚高聚物改性沥青卷材防水层 0.4KN/m2 20厚1：36水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4KN/m2 1：6水泥焦渣找2%坡，最薄处30厚 14×(0.03+0.165)/2=1.364KN/m2 100厚现浇钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.51KN/m2 50厚聚苯乙烯泡沫塑料板保温层 0.05×0.5=0.025 KN/ m2 屋面恒载: 4.69KN/m2 边跨(AB，CD跨)框架梁自重 0.25×0.60×25=3.75KN/m2 粉刷 2×（0.6－0.1）×0.02×17=0.34KN/m2中跨框架梁自重 0.25×0.4×25=2.5KN/m2 粉刷 2×（0.4－0.1×0.02×17=0.2KN/m2因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为：（图3）
g 6AB1= g
6CD1
=4.09KN/m
g
6BC1
= 2.7 KN/m
g
6AB2= g
6CD2
=4.69×3.6=16.88 KN/m
g
6BC2
= 4.69×2.4=11.26KN/m
1.2 楼面框架梁线荷载标准值
30厚水磨石面层 0.65KN/m2 100厚钢筋混凝土楼板 0.1×25=2.5KN/m2 40厚C20细石混凝土垫层 0.04×25=1.0KN/m2楼面恒载 4.15KN/m2 2~6层框架梁
边跨AB，CD跨)框架梁及梁侧粉刷自重 3.75+0.34=4.09KN/m 边跨填充墙自重 0.24×（3.6－0.60）×19=13.68KN/m 墙面粉刷（3.6－0.6）×0.02×2×17=2.04KN/m 中跨框架梁自重及梁侧粉刷自重 2.5+0.2=2.7KN/m 因此,作用在中间框架梁上的线荷载为（图3）：
G AB1=g
CD1
=4.09+13.68+2.04=19.81KN/m
G
BC1
=2.7KN/m
G AB2=g
CD2
=4.15×3.60=14.94KN/m
G
BC2
=4.15×2.4=9.96KN/m
1.3屋面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重 0.25×0.6×3.6×25=13.50KN 粉刷0.02×(0.6－0.1)×3.60×2×17=1.22KN 1200高女儿墙自重 1.2×3.6×0.24×19=19.90KN 粉刷 1.2×0.02×1×3.6×17=2.94KN 面砖1×0.02×2×17=4.9KN 连系梁传来屋面自重 1/2×3.6×1/2×3.6×4.96=15.20 KN
顶层边节点集中荷载 G
6A = G
6D
=52.56KN
中柱连系梁自重 0.25×0.4×3.6×25=9KN 粉刷0.02×(0.4－0.1)×3.6×2×17=0.73KN 连系梁传来屋面自重 1/2×2.4/2×(3.6+3.6-2.4)×4.96=13.51KN
1/2×3.6×1.8×4.69=15.20KN
顶层中柱节点集中荷载 G
6B = G
6C
=38.44KN
1.4楼面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重及粉刷 14.72KN 钢窗自重 2.1×1.5×0.45=1.42KN 窗下墙自重 0.24×0.9×3.15×19=12.93KN 粉刷0.02×2×0.9×17×3.15=1.93KN 窗边墙自重 65×（3.6-1.5）×0.24×19=15.80KN 粉刷0.02×2×1.65×17×（3.6-1.5）=2.36 KN 连系梁传来的楼面自重 1/2×3.6×3.6×1/2×4.15=13.45KN 框架柱自重 0.45×0.45×3.3×25=18.23KN 内粉刷 0.9×0.02×3.6×17=1.10KN
中间边节点集中荷载 G
A =G
D
=81.94KN
中柱连系梁自重及粉刷 9.73KN 内纵墙自重 3.15×(3.6-0.4)×0.24×19=45.96KN 粉刷 3.15×(3.6-0.4)×0.0.2×17×2=6.85KN 扣除门洞重加上门重 -2.1×1.0×(4.56-0.2)=-9.16KN 框架柱自重及粉刷 18.23+1.10=19.33KN 连系梁传来的楼面自重
(3.6+3.6-2.4)×1/2×1.2×4.15+1/2×3.6×1.8×4.15=13.45KN
中间层中节点集中荷载 G
B =G
C
=107.19KN
1.5恒载作用下结构计算简图（如图3）
2、楼面活荷载计算
楼面活荷载作用下结构计算简图如图4所示，图中各荷载计算如下：
P 6AB = p 6CD =2×3.6=7.2KN/m P 6BC =2×2.4=4.8 KN/m
P 6A = p 6D =1/2×3.6×1/2×3.6×2=6.48 KN/m
P 6B =p 6C =1/2×(3.6+3.6-2.4)×1.2×2+1/4×3.6×3.6×2=12.24KN/m P AB =p BC =2×3.6=7.2KN/m P BC =2.4×2.5=6KN/m
P A =P D =1/2×3.6×1/2×3.6×2=6.48KN/m
P B =p C =1/2×(3.6+3.6-2.4)×1.2×2.5+1/4×3.6×3.6×2=13.68KN/m
G
2CD 1
2CD 2P 6CD 26CD 1
D
CD
6CD
D
CD 1
CD 2
图3：恒载作用下结构计算简图 图4：活荷载作用下结构计算简图
3、风荷载计算
风压标准值计算公式为 w k =βz μs μz w 0
因结构高度H=22.35m<30m,取βz =1.0,各层标高处βz 见表2；
对于矩形平面μs =1.3；μz 可查荷载规范，当查得的μz <1.0时，取μz =1.0。

将风
荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表2所示。

表中A 为一榀框架各层节点的受风面积，计算结果如图5所示。

4、风载下的位移计算
4.1计算简图(如图5)
图5 风荷载作用下结构计算简图(KN)
4.2柱线刚度K c 值
4.3柱K b 值
边跨（AB ，CD ）梁 I b =1.5×1/12×0.25×0.63
=6.35×10-3
m 4
中跨（BC ）梁 I b =2×1/12×0.25×0.43=2.66×10-3m 4 6.0m 梁： K b =EI b /l=3.00×107×6.75×10-3/6.0=33.74×103KN ·m 2.4m 梁： K b =EI b /l=3.00×107×2.67×10-3/2.4=33.37×103KN ·m
4.4-
K 及α的值
2~6层
A 轴柱： 181.11050.2821075.3323
3
=⨯⨯⨯⨯=
-
K 371.018
.1218
.12=+=
+=
-
-
K
K α
B 轴柱： 361.21050.28210)38.3378.33(23
3
=⨯⨯⨯+⨯=
-
K 541.036
236
.22=+=
+=
-
-
K
K α C 轴柱： 361.210
50.28210)75.3338.33(23
3
=⨯⨯⨯+⨯=-
K 541.036
236
.22=+=
+=
-
-
K
K α D 轴柱： 181.110
50.2821075.3323
3
=⨯⨯⨯⨯=-
K 371.018
.1218
.12=+=
+=
-
-
K
K α
A 轴柱： 601.110
15.2121075.3323
3
=⨯⨯⨯⨯=-
K 582.060
.125
.060.12=++=
+=
-
-
K
K α
B 轴柱： 16.310
15.21210)38.3375.33(23
3
=⨯⨯⨯+⨯=-
K 712.017
.3217
.35.02=++=
+=
-
-
K
K α
C 轴柱： 168.31015.21210)38.3375.33(23
3
=⨯⨯⨯+⨯=
-
K 709.017
.3217
.35.02=++=
+=
-
-
K
K α
D 轴柱： 601.110
15.2121075.3323
3
=⨯⨯⨯⨯=-
K 582..060
.125
.060.12=++=
+=
-
-
K
K α
4.5j D 值（见表4，D j =12αK c /h 2）
三、非抗震内力计算
1、竖向恒载作用下的内力计算（分层法）
1.1荷载简化
图3中梁上分布荷载由矩形和梯形两部分组成，在求固端弯矩时，将梯形分布荷载及三角形荷载化作等效均布荷载。

AB跨（α=1.8/6.0=0.30）
g′
6AB = g
6AB1
+(1-2α²+α³) g
6AB1
=4.09+(1-2×0.30²+0.30³)×16.68=17.32KN/m BC跨
g′
6BC = g
6BC1
＋5/8 g
6BC2
＝2.7+5/8×11.26=9.81 KN/m
CD跨（α=1.8/6.0=0..30）
g′
6AB = g
6AB1
+(1-2α²+α³) g
6AB1
=4.09+(1-2×0.30²+0.30³)×16.68=17.32KN/m 2~5层：
AB跨（α=0.30）
g
AB = g
AB1
＋(1-2α²+α³) g
AB1
＝19.81+(1-2×0.30²+0.30³)×14.94=31.66KN/m
BC跨 g´
6BC =g
6BC1
＋5/8g
6BC2
＝2.7+5/8×9.96=8.93KN/m
CD跨 g
CD =g
AB1
＋(1-2α²+α³) g
AB2
＝19.81+(1-2×0.30²+0.30³)×14.94=31.66KN/m
1.2柱的线刚度调整
由于取出中间一层分析，柱（除底层）的线刚度取框架柱实际线刚度的0.9倍。

2~6层 0.95×10-3×0.9=0.86×10-3
1层 0.705×10-3
1.3弯矩分配系数
节点标号见图6（中间层省略）
节点1：μ
12
＝15/(15+9.49×0.9)＝0.636
μ
13
＝8.54/(8.54+15)＝0.362
节点2：μ
21
＝15/(15＋11.11÷2＋9.49×0.9)＝0.516
μ
13
＝8.54/(8.54+5.56+15)＝0.292
μ
27
＝5.56/(5.56+8.54+15)＝0.190
节点3：μ
31＝μ
35
=8.54/(15+8.54+8.54)＝0.267
μ
34
＝15/(8.54+8.54+15)=0.467
节点4：μ
42＝μ
46
=8.54/(15+8.54+8.54+5.56)＝0.217
μ
43
＝15/(8.54×2+5.56+15)=0.398
μ
48
＝5.56/(8.54+5.56+15)=0.147
节点5：μ
51
＝8.54/(8.54×2+7.05+15)=0.278
μ
36
＝15/(8.54+5.56+15)=0.491
μ
510
＝7.05/(8.54+7.05+15)=0.232
节点6：μ
63
＝15/(15+7.05+5.56+8.54)=0.414
μ
69
＝5.56/(15+7.05+5.56+8.54)=0.153
μ
611
＝7.05/(15+7.05+5.56+8.54)=0.194
μ
64
＝8.54/(15+7.05+5.56+8.54)=0.235 1.4杆件固端弯矩
M 12=-M
21
=-1/12×17.32×6.0²=-51.95KN·m
M
27
=-1/3×9.81×1.2²=-4.72KN·m
M
72
=-1/6×9.81×1.2²=-2.34KN·m
M 34=-M
43
=-1/12×31.66×6.0²=-94.97KN·m
M
48
= -1/3×8.93×1.2²=-4.28KN·m
M
84
=-1/6×8.93×1.2²=-2.15KN·m
M 56=-M
65
=-1/12×31.66×6.0²=-94.97KN·m
M
69
= -1/3×8.93×1.2²=-4.28KN·m
M
96
=-1/6×8.93×1.2²=-2.15KN·m
图6 节点标号
1.5分层法求内力
具体过程见图7，求得杆端内力后，通过静力平衡条件，可求得相应的剪力和轴力，见图8，9，10。

图7 恒载下分层法求杆端弯矩
图8 恒载弯矩图(KN·m)
图9 恒载柱和梁剪力图（KN）
图10 恒载轴力图
2、竖向活荷载作用下的内力计算2.1荷载简化
p′
6AB =(1-2α²+α³)p
AB
=(1-2×0.3²+0.3³)×7.2=5.70KN/m
p′
6BC =5/8p
6BC
=5/8×4.8=3.1KN/m
p′
AB =(1-2α²+α³)p
CD
=(1-2×0.3²+0.3³)×7.2=5.70KN/m
p′
BC =5/8p
BC
=5/8×6=3.74KN/m
2.2杆件固端弯矩
M 12=-M
21
=-1/12×5.71×6.0²=-17.14KN·m
M
27
=-1/3×3×1.2²=-1.43KN·m
M
72
=-1/6×3×1.2²=-0.71KN·m
M 34=-M
43
=-1/12×5.71×6.0²=-17.12KN·m
M
48
=-1/3×3.75×1.2²=-1.82KN·m
M
84
=-1/3×3.75×1.2²=-1.82KN·m
M 56=-M
65
=-1/12×5.71×6.0²=-17.14KN·m
M
69
=-1/3×3.75×1.2²=-1.82KN·m
M
96
=-0.9KN·m
2.3分层法求内力
具体过程见图11，同理，可求得相应的剪力和轴力，见图12，13，14。

图11 活荷载下分层法求杆端弯矩
图12 活载弯矩图（KN·m）
图13 活载柱和梁剪力图（KN）
图14 活载轴力图包络图
3、雪荷载内力计算
S k =μ
r
S
，屋面为平屋面，μ
r
=1.0
S
=0.35KN/m2
S
k
=0.35KN/m2
杆件固端弯矩：
M
12=-M
21
=-1/12×0.35×6.0²=-1.051KN·m
M
27
=-1/3×0.35×1.2²=-0.167KN·m
M
72
=-1/6×0.35×1.2²=-0.085KN·m
4、风载下内力计算
风荷载作用下的结构计算如图5所示。

内力计算采用D值法，计算过程见图15和
图16，其中可通过有关表格查得反弯点高度y。

风荷载下的弯矩图见图17。

柱轴力和梁剪力图见图18、19。

图15 风荷载作用下柱间剪力分配（KN）
图16 风荷载下反弯点和柱端弯矩
图17 风载弯矩图（KN·m）
图18 风载柱和梁剪力图（KN）
图19 风载柱轴力图（KN）
四、地震作用下荷载计算
本设计仅考虑水平地震作用即可，并可采用基底剪力法计算水平地震作用力。

由于该结构的刚度比较均匀，可取一个计算单元进行计算。

1、分层计算重力荷载代表值：
6层：
（1）女儿墙自重 19.70×2=39.41KN
（2）屋面自重:
屋面恒载: 4.69KN/m2
屋面面积： 3.6×(6×2+2.4)=51.83m2
屋面自重: 51.83×4.70=243.14KN （3）梁重：
主梁： 14.72×2+9.74×2=57.91KN 连梁： 4×14.72+2×9.71=78.35KN 梁重： 136.25KN （4）墙重（扣门窗洞口加门窗自重）
外墙： 35.35×2=70.71KN 内墙： 1/2×(43.58×4+75.91×8)=390.85KN 墙重： 461.57KN （5）柱重 19.34×4=77.31KN （6）0.5倍雪荷 0.5×0.5×51.83=51.84KN 6层重力荷载代表值： 1009.49KN 2~5层：
（1）楼面自重:
楼面恒载: 4.15KN/m2
楼面面积： 3.6×14.4=51.85m2
楼面自重: 4.15×51.83=215.13KN （2）梁重：
主梁： 57.91KN
连梁： 78.35KN 梁重 136.25KN （3）墙重（扣除门窗洞口加门窗自重）
外墙： 35.35×2=70.21KN 内墙： (43.57+151.83)×2=390.83KN 墙重： 461.57KN （4）柱重 19.34×4=77.36KN （5）0.5倍楼面活荷载 0.5×2.0×51.85=51.85KN 2~5层重力荷载代表值： 942.15KN
首层：
（1）楼面自重: 215.13KN （2）梁重： 136.23KN （3）墙重（扣门窗洞口加门窗自重）
外墙： 39.67×2=79.35KN 内墙： (47.89+160.46)×2=416.71KN 墙重 496.04KN
（4）柱重 20.53×4=82.12KN （5）0.5倍楼面活荷载 0.5×2.0×51.84=51.85KN 首层重力荷载代表值： 981.40KN 各层重力荷载代表值为：
G 6=1009.50KN G 5~2=942.12KN G 1=981.40KN
2、自振周期计算
按顶点位移法计算，考虑实砌砖墙对刚度的影响，取基本周期调整系数α0=0.6。

计算公式为T T ∆=017.1α，式中ΔT 为顶点位移（单位为m ），按D 值法计算，见表5。

T 1=1.7×0.6×0.5068½=0.73s
3、横向地震作用
地震作用按7度Ⅱ类场地,地震动参数区划的特征周期分组按一组考虑，则T g =0.35,αmax =0.12,采用底部剪力法计算。

由于T 1=0.73>1.4 T g =0.49s,故应考虑顶部附加地震作用，取δn =0.08×0.73+0.01=0.0684。

结构底部剪力为：
∑=⨯⨯=n
i i g Ek G T T F 1
max 9
.01
85.0)
(
α
=(0.35/0.72)0.9×0.12×0.85×5759.18 =303.15KN
顶点附加地震作用为：
ΔF n =δn ×F EK =0.0685×303.14=20.75KN )1(1
n Ek n
i i
i i
i i F H
G H G F δ-=
∑=
计算结果列于表6。

4、变形验算
在多遇地震下，钢筋混凝土框架结构的弹性层间转角限制为1/550，结果列于表7。

由表7可见，层间相对弹性转角均满足θe <[θe ]=1/550=0.00181818的要求。

五、地震作用内力计算
在求得框架第i 层的层间剪力V i 后，i 层j 柱分配到的剪力V ij 以及该柱上、下端
的弯矩M u ij 和M b
ij 分别按下式计算：
V 1
ij ij i s
ij
j D V D
==∑
M u ij ＝V ij ×（1－y ）h
M b ij ＝V ij ×y y=y n +y 1+y 2+y 3
式中：D ij →i 层j 柱的侧移刚度； h →该层处的计算高度；
y →框架柱的反弯点高度比；
y n →框架柱标准反弯点高度比；
y 1→上、下梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值；
y 2，y 3→上、下层层高变化时反弯点高度比的修正值；
梁端弯矩M b ，剪力V b 及柱轴力N i 分别按下列各式计算：
M ()1,l l b u
b b
i j ij l r b b i M M i i +=++ M ()1,r r b u
b b
i j ij l r b b i M M i i +=++
V b ＝12
b b M M l
+
N ()1
n
l r i b b k V V k ==-∑
式中：i l b ，i r
b →分别表示节点左，右梁的线刚度
M l b ，M r
b →分别表示节点左，右梁的弯矩 N i →柱在i 层的轴力，受压为正。

设计中，底层柱需考虑修正值y 2，第2层柱需考虑修正值y 1和y 2，其余柱均无需修正，内力计算采用D 值法，其计算过程如图20和21所示，其结果如图22和23、24所示。

图20 地震作用下剪力柱间分配
图21 地震作用下轴力柱间分配（KN）
图22 地震弯矩图（KN·m）
图23 地震柱和梁剪力图（KN）
图24 地震柱轴力图（KN）
六、内力组合
根据以上内力计算结果，即可进行各梁柱各控制截面上的内力组合，其中梁的控制截面为梁端及跨中，每层共有9个截面。

柱每层有2个控制截面，及柱顶和柱底。

为了施工方便，对梁端弯矩进行调幅（只对恒载和活载下弯矩进行调幅），结果见图25和图26。

见表12-17
图25 恒载调幅弯矩图（KN·m）
图26 活载调幅弯矩图（KN·m）
七、梁柱截面配筋计算
框架梁、柱截面配筋除满足承载力要求外，对于梁和e 0/h 0>5.5的偏心受压柱还应满足裂缝宽度要求。

1、梁的配筋计算
梁的支座截面考虑了柱支座宽度的影响，按支座边缘截面的弯矩计算，其值为：
M=M 组-V 组b/2
式中：M 组为梁内力组合表中支座轴线上的弯矩值；
V 组为相应组合的支座剪力； b 为柱的支承宽度，1-6层b=450mm 。

按上式的计算结果如表18所示。

1.1纵向受拉钢筋计算
当梁下部受拉时，按T 形截面设计，当梁上部受拉时按矩形截面设计。

对于BC 跨翼缘计算宽度当按跨度考虑时，
b ´f =l/3=6.0/3=2.0m=2000mm ；
按梁间距考虑时，
b ´f =b+s n =250+3350=3600mm ； 按翼缘高度考虑时，
b ´f /h 0=100/560=0.18〉0.1,无须考虑这种情况。

故取h ´=2000mm 。

梁内纵向钢筋选HRB400级钢（f y =f ´y =360N/mm ²）,ξb =0.518。

下部跨间截面按单筋T 形截面计算。

因为对于BC 跨
α1ƒc b ´f h ´f (h 0-h ´f /2)
=1.0×14.3×2200×100×(570-100÷2)=1635.8KN ·m>170.88 KN ·m 属于第一类T 形截面，同理AB,CD 跨梁也为第一类T 形截面。

具体计算过程如表19所示。

1.2梁斜截面受剪承载力计算
νRE V max =186.27KN<0.2βc ƒc bh 0=0.2×1.0×14.3×250×560=400.39KN,故截面尺寸满足要求。

对于AB 、CD 跨，梁端加密区钢筋取双肢φ8@100，箍筋用HRB335级钢筋（f y v =300N/mm 2）,则
0.42 ƒt bh 0+1.25 h 0ƒy v A s v /s
=0.42×1.43×250×560+1.25×560×300×201÷100=506.183KN>186.17KN
加密区长度取0.95m,非加密区箍筋取双肢φ8@200，对于箍筋设置满足要求。

对于CD 跨，梁端加密区箍筋取双肢φ8@100,箍筋用HRB235级钢筋, 则
0.42 ƒt bh 0+1.25 h 0ƒy v A s v /s
=0.42×1.43×250×560+1.25×560×300×314÷100 =477.94KN>186.17KN
由于跨度小，加密区长度取整跨。

其余计算过程如表20所示。

2、柱的配筋计算
2.1剪跨比和轴压比验算
表21给出了框架梁各层剪跨比和轴压比计算结果，其中剪跨比λ也可取H n /(2h 0)，表中的M c 、V c 和N 不应考虑承载力抗震调整系数。

由表21可见，各柱的剪跨比均满足>2，轴压比均满足<0.9的规范要求。

2.2柱的计算长度
对于现浇楼盖，底层柱计算长度l 0=1.0H,其余层l 0=1.25H 。

2.3计算柱的纵向受力钢筋
柱的纵向钢筋均采用HRB400级钢筋，下面是几个有代表性的柱配筋计算过程，其余柱的计算结果见表22。

① D 轴6层柱（M=85.30KNm,N=124.09KN ）
l 0=1.25H=1.25×3600=4500mm l 0/h=4500/450=10
要考虑挠度对偏心距的影响
e 0=M/N=85.30×106/1.24.09×10³=687.40mm e a =max(20,1/30h)=20mm e i =e 0+ e a =687+20=707mm
167.1110
09.124450
4503.145.05.03
1>=⨯⨯⨯⨯==
N A f c ζ,取0.11=ζ l 0/h<15,取0.12=ζ
ηe i =1.07×707=755mm>0.3h 0=0.3×405=121.55,按大偏压情况计算 e=ηe i ＋h/2－a=756+450/2－45=935mm
采用对称配筋χ=N/α1ƒc b=124.09×10³/1.0×14.3×450=19.28mm<2a ´=90mm
于是：)
'()'2/(0'
a h f a h e N A A y i s
s -+-==η23
552)45405(360)452/450756(1009.124mm =-⨯+-⨯=
按构造配A s =A ´s =bh 0ρmin =450×405×0.2％=364.51mm ²
受拉区与受压区各配318 两侧中间各配1根18
全部纵向钢筋配筋率ρ=2036/(450×405)=1.12％>0.6％，满足要求。

② D 轴柱底层柱（M=198.52KNm,N=1321.04 KN ）
l 0=1.0H=1.0×4850=4850mm l 0/h=4850/450=10.78
要考虑挠度对偏心距的影响
e 0=M/N=198.52×106/1324.04×10³=150mm e a =max(20,1/30h)=20mm e i =e 0+ e a =150+20=170mm
110.11004.1321450
4503.145.05.031>=⨯⨯⨯⨯==N A f c ζ 取0.11=ζ
l 0/h<15,取0.12=ζ 20.178.10405170
14001
1)(14001
1221200
=⨯⨯+=⨯+
=ζζηh l h e i
ηe i =1.20×170=204mm>0.3h 0=0.3×405=121.51,按大偏压情况计算
e=ηe i ＋h/2－a=204+450/2－45=385mm
采用对称配筋 mm a mm b f N x c 90'230.205450
3.140.1100
4.13213
1=>=⨯⨯⨯==α
)
'()
2(001'a h f x
h bx f Ne A A y c s s ---=
=α
0)
45405(360)230
.205405(29.2054503.140.138********<-⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯=
按构造配2min 0'51.364%2.0405450mm bh A A s s =⨯⨯===ρ 受拉区与受压区各配318
两侧中间各配1根18 全部纵向钢筋配筋率%6.0%12.1405
4502036
>=⨯=
ρ，满足要求。

3、柱斜截面受剪承载力计算
以第一层柱为例进行计算。

由前可知，C 轴柱顶弯矩设计值
KNm M t c 226.25=
对三级抗震等级，柱底弯矩设计值
KNm M b c 30.300 261.1215.1=⨯=
则框架柱的剪力设计值
KN H M M V n b c t c 29.13625
.429.30024.2261.11.1=+⨯=+=
2.004.0405
4503.140.11029.13685.03
0〈=⨯⨯⨯⨯⨯=bh f V c c RE βν（满足要求）
371.5405112.75
1012.2613
0>=⨯⨯==h V M c c λ（取λ=3.0）
N=1026.36 KN>0.3f c bh=0.3×14.7×450×450/1000=868.73KN,取 N=868.73KN
0056.0105
.1h f N bh f V s
A yv t RE sv
-+-
=λν
0405
3001072.868056.040545043.11305
.11029.13685.03
3<⨯⨯⨯-⨯⨯⨯+-
⨯⨯=
故该层柱应按构造配置箍筋。

柱端加密区的箍筋初选用4肢Φ8@100。

由表18可知一层柱底的轴压比n=0.66，查《混凝土结构设计规范》表11.4.17可得箍筋最小配箍特征值λV =0.094,则最小体积配箍率
%45.0300/3.14094.0/min =⨯==yv c v v f f λρ
min 222111%06.1170
380380405
4.784405
5.784v cor s s v s A l A n l A n ρρ>=⨯⨯⨯⨯+⨯⨯=+=
加密区位置及长度按规范要求确定。

非加密区还应满足s<10d=160,故箍筋取4肢Φ8@150。

4、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算
以首层C 轴节点为例。

由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核芯区的受剪设计值，因节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即
h b =(600+400)/2=500mm, h b0=(560+360)/2=460mm
4.1剪力设计值
)h H a h (a h M V b n 's
bo '
s
b b
c j ----η=∑10 其中对于三级抗震等级ηc =1.1,∑b M 为节点左右梁端组合弯矩设计值之和，对于
首层C 轴节点∑b M =17.11+62.56=79.67KNm,H n =0.358×4.85+0.5×3.6=3.536m
KN V j 80.179)500
3536404601(404601067.791.13=----⨯⨯=
4.2剪压比限值
因为b b =250=b c /2=225,故取b j = b c =450mm,h j =450mm,ηj =1.0
j j j c j RE
V KN h b f >=⨯⨯⨯⨯=
04.1022)45004503.140.13.0(85
.01
)30.0(1
ηγ(满足剪跨比要求) 4.3节点受剪承载力
节点核芯区的受剪承载力按下式计算，其中N 取二层柱底轴力N=809.88KN 和 0.5f c A=0.5×14.3×450×450=1447.88KN 二者中较小值，故取N=809.88KN 。

设节点区配箍为4肢Ф8@100,则
)s
a h A f
b b N .h b f .('s
b svj yv
c j j j j t j RE -+η+ηγ0050111 =（1.1×1.0×1.57×450×450+0.05×1.0×809.01×10³+300×4×78.5×420÷100）/0.85=791.98>V j =179.80KN
节点满足受剪承载力要求。

八、楼板计算
板一：
对于BC 跨，lx/ ly<2,故按双向板计算，双向板按弹性理论设计。

双向板按弹性理论的计算方法： ①多跨连续双向板跨中最大正弯矩：
为了求得连续双向板跨中最大正弯矩，荷载分布情况可以分解为满布荷载g+q/2及间隔布置±q/2两种情况，前一种情况可近似认为各区格板都固定支承在中间支承上，对于后一种情况可近似认为在中间支承处都是简支的。

沿楼盖周边则根据实际支承情况确定。

分别求得各区格板的弯矩，然后叠加得到各区格板的跨中最大弯矩。

②多跨连续双向板支座最大负弯矩：
支座最大负弯矩可按满布活荷载时求得。

图27 连续双向板的计算图示
标准层楼板计算：
图28 标准层楼板区格图
荷载的计算（在求各区格板跨内正弯矩时，按恒载均布及活载棋盘式布置计算）
恒载标准值g=4.15KN/m2 设计值 4.15×1.2=4.98 KN/m2
活载标准值 q=2.50 KN/m2 设计值2.50×1.4=3.50 KN/m2
合计 4.98+3.5=8.48 KN/m2
在g′的作用下，各内支座可视为固定，某些区格板跨内最大正弯矩不在半中间点处，在q′的作用下，各区格板周围可视作简支，跨内最大正弯矩则在中间点处，计算时，可近似取二者之和作为跨内最大正弯矩值。

计算简图及计算结果
区格 A
lox/loy 2.4m/3.6m=0.67
跨内计算简图
g
g
μ=0
Mx
(0.01300+0.02960/5)×
(4.97+1.40×1.3)×2.42=1.08kN ·m
My (0.0295+0.01300/5)×(4.98+1.40×1.3)×
2.42=1.82kN ·m
μ=0.2 Mx(μ) (0.03169+0.06210/5)×
(1.4× 1.3)×
2.42=0.441kN ·m My(μ) (0.06210+0.03169/5)×
(1.4×1.3)×
2.42=0.691kN ·m 支座 计算简图
M′x
0.05650×(4.97+1.40×2.5)×2.42=3.77kN ·m M′y
0.07010×(4.97+4.15×2.5)×2.42=4.67kN ·m
近似按
0.95s y M A f h
算出相应的钢筋截面面积。

双向板配筋计算 截面
M/（kN ∙m ） h0/mm As/mm2 选配钢筋 实配钢筋面积/mm 2 跨中 A 区格
l 0x 方向
1.07
100
200
A8@200
251.2
l 0y 方
向 1.83 90 200 A8@200 251.2
支座
A-B l 0x 方
向
-3.78 100 -203.6 A 8@200 251.2
A-C l 0x 方
向
-4.68 100 -230.0 A 8@150 335.1
同理，其余各楼板配筋计算结果如结构图所示。

九、基础设计
1、A 轴基础尺寸设计
1.1、确定基础底面尺寸并验算地基承载力
由已知的地基条件，地下水位埋深0.5m ，假设基础埋深1m （基础底面到室外地面的距离），持力层为灰褐色粉质粘土层。

1.1.1求修正后的地基承载力特征值
85.09.0>=e ，查得0=b
η，0.1=d η，
3/5.350
.15
.04.185.15.17m kN m =⨯+⨯=
γ
kPa d f f m d ak a 75.142)5.01(5.350.1125)5.0(=-⨯⨯+=-+=γη
1.1.2初步确定基础宽度
设条形基础两端均向外伸出m 87.16.53/1=⨯ 则基础底面在单位1m 长度内受平均压力
kN F k 57.21635
.174.312
131041665=⨯⨯+⨯=
所以：
m d f F b G a k 15.20
.12059.15157
.216=⨯-=-≥
γ
取b=2.0m 设计。

1.1.3计算基底压力并验算 基底处的总竖向荷载为：
kN G F k k 37.2650.20.10.12057.216=⨯⨯⨯+=+
基底平均压力为：
kPa f kPa A G F p a k k k 59.1514.1480
.10.257
.296=<=⨯=+=
满足条件。

1.2验算软弱下卧层承载力
选承载力较低层灰色淤泥质粉质粘土进行验算 由341.18
.34.52
1<==s s E E ， 5.084.20
.27.5>==b
z
取︒=23θ
软弱下卧层顶面以上的加权平均重度： 下卧层顶面处的附加应力：
[]kPa z b p p b p c k z 68.234245
.08.626.1)9.0187.017(86.1216.1tan 2)(=⨯⨯+⨯+⨯-⨯=+-=
θ 下卧层顶面处的自重应力值为：
55.1567.5)1019(5.08.185.14.185.15.17=⨯-+⨯+⨯+⨯=cz p kPa 下卧层承载力特征值为：
)5.0(-++=z d f f m d azk az γη
)5.07.8(98.170.195-⨯⨯+= kPa 426.242=
kPa f kPa p p az cz z 426.24215.18815.15533=<=+=+ 软弱下卧层承载力满足要求。

1.3验算地基沉降量
1.3.1求基底压力和基底附加应力
基础底面处土的自重应力
kPa d cz 38.355.04.185.15.17=⨯+⨯==γσ
基底平均压力按准永久荷载计算
kPa p 15.3620
.174.312
74.312209280=⨯⨯⨯⨯+=
基底附加应力
kPa p p cz 84.15035.3519.1860=-=-=σ
1.3.2用规范法计算地基沉降。