建筑工程設(shè)計范本

1、一、設(shè)計資料（一） 工程名稱蘭州市某小區(qū)住宅樓設(shè)計1 規(guī)模：6層住宅樓，建筑面積約6000平方米左右。2 使用要求：住宅樓內(nèi)設(shè)起居室、臥室、餐廳等；每套均設(shè)衛(wèi)生間。建筑立面為簡捷、流暢的現(xiàn)代風(fēng)格。3 屋面為上人保溫隔熱屋面。4 層高為2.9m。5 樓面、屋面采用現(xiàn)澆板。6 房屋結(jié)構(gòu)為框架結(jié)構(gòu)。7 填充墻采用加氣混凝土砌塊（容重為7.5kN/m3）。（二） 建筑物地點甘肅省蘭州市城關(guān)區(qū)某地。（三） 工程概況建筑總高度為17.4m，共6層。室外絕對標高為28.5m，室內(nèi)外高差為0.45m，底層室內(nèi)設(shè)計標高±0.000。（四） 建筑等級建筑物設(shè)計使用年限50年，耐火等級為二級，防水等級為二

2、級，耐久等級為二級。（五） 抗震設(shè)防抗震設(shè)防烈度為7度，抗震等級為三級。（六） 氣象資料1 主導(dǎo)風(fēng)向：夏季：東南風(fēng)；冬季：東北風(fēng)。2 風(fēng)速：冬季平均2.6m/s，夏季平均2.5 m/s，最大風(fēng)速21.9m/s。3 氣溫：最熱月平均溫度28.8 oC，最冷月平均溫度為3 oC，極端最高溫度為39.4 oC ，極端最低溫度為18.1 oC。4 相對濕度：最熱月平均79，最冷月平均76。5 降水：平均年降雨量1230.6mm，最大暴雨強度50mm/h，最大降雨量317.4mm，最大積雪深度320mm。（七） 地質(zhì)資料擬建場地地勢平坦，第一層為雜填土，厚度范圍0.30.5m，承載力特征值為70kpa；

3、第二層為粘土層，厚度范圍0.50.8m，承載力特征值為130kpa；第三層為卵石層，土層厚度為45m，承載力特征值為230kpa；第四層為淤泥粘土，土層厚度為2.53m，承載力特征值為70kpa。（八） 材料選用1 混凝土：采用C30。2 墻體：外墻采用250厚加氣混凝土砌塊，內(nèi)墻采用200厚加氣混凝土砌塊。二、結(jié)構(gòu)承重方案選擇根據(jù)建筑功能要求以及建筑施工的布置圖，本工程確定采用框架承重方案，框架梁、柱布置參見結(jié)構(gòu)施工圖紙。一榀框架的豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重

4、方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側(cè)移剛度。（一）主要構(gòu)件選型及尺寸初步估算1. 主要構(gòu)件選型（1）梁、板、柱結(jié)構(gòu)形式：現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)。（2）墻體采用：加氣混凝土砌塊，容重為7.5kN/m3。（3）墻體厚度：外墻:250mm，內(nèi)墻:200mm。（4）基礎(chǔ)采用：柱下獨立基礎(chǔ)。2. 梁柱截面尺寸估算（1）橫向邊跨框架梁：取跨度較大者進行計算。取L=6600mm h=(1/81/12)L=550mm825mm取h=600mm. b=(1/21/3)h= 275mm350mm 取b=300mm 滿足b>200mm故橫向邊跨框架梁初選截面尺寸為：b×

5、h=300mm×600mm（2）橫向跨中框架梁：取b×h=300mm×600mm（3）縱向框架梁：與橫向框架梁一樣初選截面尺寸為：b×h=300mm×600mm（4）框架柱： 取b=h=500mm柱初選截面尺寸為：b×h=500mm×500mm（5）板：雙向板，一般不做剛度驗算的板的最小厚度為 H=(1/451/50)lox=72mm80mm，取板厚為100mm。（二）確定結(jié)構(gòu)計算簡圖1.三個假設(shè)（1）平面結(jié)構(gòu)假定：認為每一方向的水平力只由該方向的抗側(cè)力結(jié)構(gòu)承擔(dān)，垂直于該方向的抗側(cè)力結(jié)構(gòu)不受力；（2）樓板在自身平面內(nèi)在水平荷

6、載作用下，框架之間不產(chǎn)生相對位移；（3）不考慮水平荷載作用下的扭轉(zhuǎn)作用。梁柱慣性矩計算梁慣性距：主梁b×h=300mm×600mm I0=bh3/12=300×6003 /12 =5.4×109 mm4次梁b×h=250mm×500mm I0= bh3/12=250×5003 /12=2.6×109 mm4柱慣性距b×h=500mm×500mm I0= bh3/12=500×5003 /12=5.2×109 mm4梁線剛度：邊跨： i=2I0EC/l=2×5.4&#

7、215;109Ec/6600=1.64×106Ec中跨： i=2I0EC/l=2×5.4×109Ec/3000=3.6×106Ec柱線剛度：標準層：i= I0EC/H=5.2×109Ec/3600=1.44×106Ec底層： i= I0EC/H=5.2×109Ec/5200=1.0×106Ec三 荷載計算（一） 恒載標準值計算（1） 屋面保護層：30厚C20細石混凝土防水 0.03m×24kN/m3=0.72kN/m2 防水層：三氈四油鋪小石子 0.4kN/m2找平層：15厚水泥沙漿 0.015m

8、5;20kN/m3=0.30kN/m2 找坡層：40厚水泥石灰焦渣砂漿2找平 0.04m×14kN/m3=0.56kN/m2 保溫層：80厚礦渣水泥 0.08m×14.5kN/m3=1.16kN/m2結(jié)構(gòu)層：100厚現(xiàn)澆鋼筋砼板 0.1m×25kN/m3=2.5kN/m2抹灰層：10厚混合砂漿 0.01m×17kN/m3=0.17kN/m2 合計 5.81 kN/m2 （2） 標準層樓面12mm厚大理石面層 0.012m×28kN/m3=0.34kN/m2 30mm厚細石砼 0.03m×24kN/m3=0.72kN/m2 現(xiàn)澆樓板(1

9、00mm2) 0.1m×25kN/m3=2.5kN/m2抹灰層: 10厚混合砂漿 0.01m×17kN/m3=0.17kN/m2 合計 3.73kN/m2 （3） 梁自重b×h=300mm×600mm自重： 25 kN/m3×0.30m×(0.6m-0.1m)=3.75kN/m抹灰層：0.01m×(0.60m-0.10m) ×2+0.30m×17kN/m2=0.22kN/m 合計3.97kN/mb×h=250mm×500mm自重： 25 kN/m2×0.25m×(0

10、.5m-0.1m)=2.5kN/m抹灰層：0.01m× (0.5m-0.10m)×2+0.25m) ×17 kN/m2=0.18kN/m 合計2.68kN/m（4） 柱自重框架柱初選截面尺寸為：b×h=500mm×500mm自重： 25 kN/m2×0.5m×0.5m=6.25kN/m抹灰層： 0.01m×0.50m×4×17 kN/m2=0.34 kN/m 合計6.59kN/m（5） 外縱墻自重墻自重: 0.25m×7.5kN/m 3=1.88 kN/m 2內(nèi)墻面抹灰:20厚混合砂漿

11、 0.02m×17kN/m 3=0.34 kN/m2外墻面裝修: 25厚水刷石外墻面 0.5 kN/m2 合計2.72kN/m2 內(nèi)縱墻自重 墻自重: 0.2m×7.5kN/m 3=1.5 kN/m 2墻面抹灰（20厚混合砂漿）： 0.02m×2×17kN/m 3=0.68 kN/m2 合計2.18kN/m2 （6）女兒墻自重 女兒墻：高為1100mm，100mm厚混凝土壓頂，水刷石外墻面0.5 kN/m2自重：0.25m×1.1m×7.5kN/m3+25kN/m3×0.1m×0.25m+(1.2m×2+

12、0.25m)×0.5 kN/m2=4.01kN/m鋁合金窗 0.5kN/m2木門 0.2kN/m2 鋼鐵門 0.45kN/m2 (二) 活載標準值計算 （1） 屋面和樓面活荷載標準值： 根據(jù)荷載規(guī)范查得： 上人屋面：2.0 KN/m2 樓面： 辦公樓：2.0 KN/m2 走 廊：2.5 KN/m2 （2）雪荷載： Sk=r×S0=1.0×0.5KN/m2=0.5 KN/m2 屋面活荷載與雪荷載不同時考慮，兩者中取大值2.0KN/m2(三) 豎向荷載下框架受荷總圖框架受荷總圖說明：1號梯形荷載=1500/6600=0.23q=(1-22+3)q=0.91q2號梯形荷

13、載=1500/6000=0.25q=(1-22+3)q=0.89q3號三角形荷載的等效均布荷載q=5/8q（1） A-B軸間框架梁屋面梁恒載=梁自重+板傳恒載=3.97kN/m +0.91×5.81 kN/m2 ×1.5m×2=19.83 kN/m活載=板傳活載 =0.91×2.0 kN/m2 ×1.5m×2=5.46 kN/m樓面梁恒載=梁自重+墻自重+板傳恒載 =3.97 kN/m+2.18×3.6+3.73 kN/m2×1.5m×0.91×2=22.00 活載=板傳活載=5.46 kN/m

14、（2） B-C軸間框架梁1.屋面梁：恒載=梁自重+板傳恒載=3.19 kN/m +5.81 kN/m2×1.5m×5/8×2=14.86kN/m活載=板傳活載=2.0 kN/m2×1.5m×5/8×2=3.75 kN/m 2.樓面梁 恒載=梁自重+板傳恒載=3.97 kN/m +3.73 kN/m2×1.5m×5/8×2=10.96 kN/m活載=板傳活載=2.5kN/m2×1.5m×5/8×2=4.69 kN（3） C-D軸間框架梁與AB軸間框架梁相同（4） A軸柱縱向集中

15、荷載頂層柱：恒載=女兒墻自重+梁自重+屋面板傳恒載+次梁傳荷載 =4.01KN/m×6m+3.97KN/m×(6-0.5)m+5.81KN/m2×1.5m×6 m×5/8+0.91×5.81 KN/m ×1.5m×6.6m×2×1/4×2+2.68×6.6×1/2=139.76KN活載=屋面板傳活載=2.0KN/m2 ×1.5m×6m×5/8+0.91×2.0KN/m2 ×1.5m×6.6m×2

16、=29.27KN標準層柱： 恒載=墻自重+梁自重+樓面板傳恒載+次梁傳荷載 =2.72KN/m2×3.6×(3.6m-0.6m)+2.4×2.1×0.5KN/m2+2.72KN/m2 ×2.4 ×(3.6-0.6-2.1)+3.97 KN/m×(6m-0.5m) +3.73KN/m2×1.5×5/8×6+0.91×3.73 KN/m2×1.5m×6.6m ×2×1/4×2+2.68×6.6×1/2 =123.04 K

17、N 活載=樓面板傳活載 =29.27kN基礎(chǔ)頂面恒載=底層外縱墻自重+基礎(chǔ)梁自重（250×500） =2.72KN/m2×(5.2-0.6-0.5) ×3.6+2.4×2.1×0.5 KN/m2+2.72 KN/m2×(5.2-1.1-2.1) ×2.4+2.68 KN/m×(6-0.5) =70.47KN（5） B軸柱縱向集中荷載 頂層柱： 恒載=梁自重+屋面板傳恒載+次梁傳荷載 =3.97KN/m×(6-0.5)m+0.89×5.81kN/m2×1.5m×6m+5.81

18、kN/m2×1.5m×6m×5/8+0.91×5.81 kN/m2×1.5m×6.6m×2×1/4×2+2.68×6.6×1/4×2=162.24KN 活載=屋面板傳活載+次梁傳活載 =0.89×2.0KN/m2 ×1.5m×6m+2.0KN/m2 ×1.5m×6.6m×0.91×2×1/4×2 +2.0 kN/m2×1.5m×6m×5/8=45.29KN

19、標準層柱： 恒載=墻自重+梁自重+樓面板傳恒載+次梁傳荷載 =3.73kN/m2×1.5×5/8×6+3.97KN/m×(6-0.5)m+0.89×3.73×1.5×6+0.91×3.73×1.5×6.6×2×1/4×2+2.68×6.6×1/4×2+2.9×2.18×（3.6-0.6）+0.45×2×1.2×2.4+（3.6-2.4-0.6）×2.18×2.4=13

20、9.80KN 活載=樓面板傳活載 =2.5KN/m2 ×1.5m×0.89×6m+2.0KN/m2 ×1.5m×5/8×6+2.0 kN/m2×1.5m×0.91×6.6m×2×1/4×2 =49.3KN基礎(chǔ)頂面恒載=2.68×（6-0.5）+（5.2-2.4-0.6-0.5）×2.18×2.4+2.18×（5.2-0.6-0.5）×2.9 =49.55KNC,D軸和A,B軸對稱，所以其荷載值大小相等。(四) 風(fēng)荷載計算(1)

21、 作用在屋面梁和樓面梁節(jié)點處的集中風(fēng)荷載值 Wk=zszw0(hi+hj) ×B/2其中：w0=0.6KN/m2 s為風(fēng)荷載體型系數(shù)，查荷載規(guī)范，迎風(fēng)面s =0.8，背風(fēng)面s =-0.5，所以取s =1.3 z為風(fēng)壓高度變化系數(shù) z風(fēng)振系數(shù)，因房屋高度小于30m，所以z=1.0 hi為下層柱高 hj為上層柱高，對頂層取女兒墻高度的2倍 B為迎風(fēng)面的寬度. B=6m 場地為B類粗糙度計算過程見下表離地高度（m）szzW0（KN/m2）hi（m）hj（m）Wk19.05 1.30 1.23 1.00 0.63.60 2.4017.2615.45 1.30 1.15 1.00 0.6 3.

22、60 3.60 19.3711.85 1.30 1.05 1.00 0.63.60 3.60 17.69 8.25 1.30 1.00 1.00 0.6 3.60 3.60 16.854.65 1.30 1.00 1.00 0.6 4.65 3.60 19.30 (2)各層D值計算橫向2-5層D值計算（Ec=3.0×107 KN/m3）構(gòu)件名稱=b/cc=/(2+)D=cc12/h2(KN/m)A軸柱(2×1.64)/ (2×1.44)=1.140.36314520B軸柱(3.6+1.64)/1.44=3.640.64525800 C軸柱3.640.6452580

23、0D軸柱1.140.36314520D=(25800 KN/m +14520 KN/m)×2=80640 KN/m橫向底層D值計算（Ec=3.0×107 KN/m3）構(gòu)件名稱=b/cc=0.5+/(2+)D=cc12/h2(kN/m)A軸柱1.64/1.0=1.640.5887828B軸柱(3.6+1.64)/1.0=5.240.79310558C軸柱(3.6+1.64)/1.0=5.240.79310558D軸柱1.64/1.0=1.640.5887828D=(7828 KN/m +10558 KN/m)×2=36772 KN/m（3）風(fēng)荷載作用下框架的側(cè)移計算

24、,水平荷載作用下框架的層間側(cè)移可按下式計算uj= Vj /Dij其中：Vj ：第j層總剪力 Dij：第j層所有柱的抗側(cè)移剛度之和uj ：第j層的層間側(cè)移層次Wjk/ kNVj/ kN( kN /m)uj /muj /h517.2617.26806400.00021/18000419.3736.63806400.00051/7200317.6954.32806400.00071/5143216.85 71.17806400.00091/3600119.3090.47367720.00251/1385u=0.005m層間側(cè)移最大值1/1385<1/550 (滿足)(五) 地震荷載計算（1）該

25、建筑屬于一般民用建筑（辦公樓），故抗震設(shè)防類別為丙類建筑?？拐鹪O(shè)防烈度為7度。查表知，結(jié)構(gòu)的抗震等級為三級，Tg=0.35s,多遇地震下的水平地震影響系數(shù)的最大值為max=0.08（2）重力荷載代表值。GE=Gk+Qi×Qik Qi ：相應(yīng)的可變荷載組合值系數(shù) Qik ：第i 個可變荷載標準值G5=（139.76KN +162.24KN）×2+23.72KN×4+19.83KN/m×6.6m×2+14.86KN×3+0.5×0.5KN/m2 ×6.0m×16.2m =1029.52KNG4G2=（123.

26、04KN +139.8KN）×2+22.00KN/m×6.6m×2+10.96KN/m×3m+23.72KN×4+0.5×5.46KN/m×6.6m×2+0.5×4.69kN/m×3m+0.5×（29.27+49.3）×2=1065.13KNG1=（124.04KN +139.8KN）×2+22.00KN/m×6.6m×2+10.96KN/m×3m+(70.47KN+49.55kN)×2+34.29×4+0.5

27、15;5.46KN/m×6.6m×2+0.5×4.69kN/m×3m+0.5×2×（29.27+49.3）=1347.81KNG5G1 相對應(yīng)的高度為：H5=19.6mH4=16.0m H3=12.4mH2=8.8mH1=5.2m總高度為H=19.6m（3）結(jié)構(gòu)的自振周期：使用經(jīng)驗公式 T1=0.22+0.035H×B-1/3 =0.22+0.035×19.6×16.2-1/3 =0.49s（4）求水平地震作用影響系數(shù)Tg=0.35s ，T1=0.49s ，由抗規(guī)設(shè)計反應(yīng)譜 因Tg< T1<5

28、Tg,故有=(Tg/T1)0.9×max=(0.35/0.49)0.9×0.08=0.059（5）底部總剪力值的確定FEK =0.85××Gi =0.85×0.059×（1029.52+1065.13 ×3+1347.81）KN =279.47KN（6）作用于樓層和屋面的水平地震作用標準值因為：T1=0.49>1.4Tg=1.4×0.35=0.49 KN所以可以不用考慮頂部附加地震作用。F1=G1×H1/(Gi×Hi)×FEK× =（1347.81 KN ×5

29、.2m×279.47 KN）/1347.81KN×5.2m+1065.13KN×（8.8m+12.4m+16m）+1029.52 KN×19.6m）= 29.3KN同理可以計算得到：F5=84.41 KNF4=71.29 KNF3=55.25 KNF2=39.21 KN（7）水平地震荷載作用下框架的側(cè)移計算uj= uj /Dij其中：uj ：第j層總剪力 Dij：第j層所有柱的抗側(cè)移剛度之和層次Fj/ kN/ kN( kN /m)uj /muj /h698.5498.54806400.00061/4251584.4184.41806400.00101/3

30、273471.29155.7806400.00191/1714355.25210.95806400.00261/1286239.21250.16806400.00311/1059129.32279.48367720.00761/658u=0.0173m層間側(cè)移最大值1/658<1/550 (滿足)四 內(nèi)力計算(一) 恒載內(nèi)力計算（1）在豎向荷載作用下，框架側(cè)移很小，可按無側(cè)移框架進行內(nèi)力計算，其中應(yīng)用最廣泛的是彎矩分配法,對于水平荷載作用下的內(nèi)力計算采用反彎點法或者改進的反彎點法：D值法。在本次畢業(yè)設(shè)計中采用分層法計算恒荷載作用下的內(nèi)力和活荷載作用下的內(nèi)力，用D值法計算風(fēng)荷載和地震荷載作

31、用下的內(nèi)力。（2）梁柱相對線剛度值A(chǔ).框架柱的慣性矩=5.2×109 mm4,框架梁的慣性矩=5.4×109mm4各層框架梁的線剛度為：邊跨i=1.64×106Ec中間跨i=3.6×106Ec標準層柱線剛度i=1.44×106Ec底層柱線剛度i=1.0×106Ec令標準層柱的線剛度的相對值為1.0，則可以算得底層柱及梁相對線剛度。(二) 風(fēng)荷載作用下的內(nèi)力計算框架在風(fēng)荷載（左風(fēng)）下的內(nèi)力用D值法進行計算。步驟為：（1）求各柱反彎點處的剪力值（2）求各柱反彎點高度（3）求各柱的桿端彎矩和梁端彎矩（4）求各柱的軸力和梁剪力第i層第m柱所分

32、配的剪力為=/，=，框架柱反彎點位置y= y0+y1+y2+y3(三) 水平地震作用下的內(nèi)力計算（1）各柱的反彎點高度A軸和D軸框架柱的反彎點位置層號h/miy0y1y2y3yyh/m62.91.140.360.000.000.000.361.23529 1.140.360.00 0.00 0.00 0.36 1.30 42.9 1.14 0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.62 32.9 1.140.50 0.00 0.00 0.00 0.50 1.80 22.9 1.140.50 0.00 0.00 0.00 0.50 1.80 12.9 1.640.65 0.00 0.

33、00 0.00 0.65 3.38 B軸和C軸框架柱的反彎點位置層號h/miy0y1y2y3yyh/m62.93.640.450.000.000.000.451.3652.9 3.64 0.450.00 0.00 0.00 0.45 1.6242.9 3.64 0.50 0.00 0.00 0.00 0.50 1.80 32.9 3.64 0.50 0.00 0.00 0.00 0.50 1.80 22.9 3.64 0.50 0.00 0.00 0.00 0.50 1.80 12.9 5.24 0.55 0.00 0.00 0.00 0.55 2.86 （2）框架柱在地震作用下，框架柱的剪力

34、計算：地震荷載作用下框架柱的剪力計算層數(shù)柱號6A614520.008.23B625800.0014.295 A514520.00 15.20 B525800.00 27.01 4 A414520.00 28.04 B425800.00 49.81 3 A314520.00 37.98 B325800.00 67.49 2 A214520.00 45.04 B225800.00 80.04 1 A17828.00 59.50 B110558.00 80.24 五 內(nèi)力組合(一) 設(shè)計中梁剪力抗震設(shè)計值調(diào)整為了防止梁的剪切破壞發(fā)生在彎曲破壞之前，應(yīng)使梁端的受剪抗震承載力大于梁端的受彎抗震承載力，以

35、實現(xiàn)強剪弱彎的設(shè)計原則.調(diào)整公式為第一層：AB跨：經(jīng)比較，與左震組合時，剪力設(shè)計值較大MA1=165.22KN·m， MB1左= -225.48KN·m，Vb=1.1×（MA1 + MB1左）/Ln+VGb =1.1×(165.22KN·m+225.48KN·m)/6.1m +1.2×1/2×(22KN+0.5×5.46KN)×6.1m=161.0KNBC跨：經(jīng)比較，與左右地震組合時，剪力設(shè)計值一樣大MB右=253.21KN·m， MC左= -350.77KN·m，Vb=1.

36、1×（MB右+ MC左）/Ln+VGb =1.1×(253.21KN·m+350.77KN·m)/2.5m +1.2×1/2× (10.96KN+0.5×4.69KN)×2.5m=285.8KN第二層： AB跨：經(jīng)比較，與左震組合時，剪力設(shè)計值較大MA右=110.62KN·m， MB左= -199.93KN·m，Vb=1.1×（MA右+ MB左）/Ln+VGb =1.1×(110.62KN·m+199.93KN·m)/6.1m +1.2×1/2&

37、#215; (22KN+0.5×5.46KN)×6.1m=146.5KNBC跨：經(jīng)比較，左右地震組合時，剪力設(shè)計值一樣大VC1D1=1.1×(195.28KN·m+288.04KN·m)/2.5m +1.2×1/2× (10.96KN+0.5×4.69KN)×2.5m=232.62KN第六層： AB跨：左震作用下，剪力值較大。 Vb=1.1×(19.23KN·m+107.07KN·m)/6.1m +1.2×1/2× (19.83KN+0.5×5.

38、46KN)×6.1m=105.35KN和非抗震組合相比，取大值V=109.95KN BC跨: Vb=1.1×(7.97KN·m+105.31KN·m)/2.5m +1.2×1/2× (14.86KN+0.5×3.75KN)×2.5m=74.9KN(二) 抗震設(shè)計中柱剪力設(shè)計值調(diào)整第一層：右震作用下剪力值較大A1A0柱剪力調(diào)整 V c=1.1×（M上+M下）/5.2=1.1×（167.06+274.64）/5.2=93.4 KNB1B0柱剪力調(diào)整 V C=1.1×（M上+M下）/5.2=

39、1.1×（264.25+308.48）/5.2=121.2 KN第二層：A2A1柱剪力調(diào)整Vc=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（150.09+148.29）/3.6=91.17KNB2B1柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（220.95+222.15）/3.6=135.39KN第六層：A5A4柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（97.47+70.99）/3.6 =51.47KNB5B4柱剪力調(diào)整VC=1.1×（M上+M下）/3.6=1.1×（107.3

40、8+91.57）/3.6 =60.79KN柱端彎矩的調(diào)整直接乘以1.1，三級抗震等級底層柱的下端乘以1.15的調(diào)整系數(shù)。六 橫向框架配筋計算（一） 框架梁配筋計算現(xiàn)以A1B1為例，說明框架梁的配筋過程?；炷罜30，鋼筋HRB335級，1=1.0，fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2，fy=300N/mm2，b=0.550。1 跨中正截面受彎承載力計算Mmax=131.39kN·m，as=35mm,對于鋼筋混凝土，2 驗算適用條件：As min=minbh0=0.21%×300mm×565mm=356mm2選用鋼筋416（804 mm2）3 斜截面受

41、剪承載力計算Vb=161.0KN, .截面尺寸驗算： 故滿足要求。取雙肢箍，加密區(qū)，非加密區(qū)為（二）框架柱配筋設(shè)計以底層中柱為例進行柱的截面設(shè)計，三級抗震節(jié)點可不進行設(shè)計，但是應(yīng)該滿足構(gòu)造要求。正截面設(shè)計:柱子在實際工程中為了便于施工和受力方面的要求，柱子采用對稱配筋，受力鋼筋采用HRB335,混凝土的強度等級為C30，as=40mm,設(shè)計采用，三組內(nèi)力計算需要的鋼筋面積，并且取大值進行正截面的設(shè)計。1 軸壓比驗算，滿足要求2 截面尺寸復(fù)核取h0=500mm-40mm=460mm，Vmax=121.2KN滿足要求3 正截面受彎承載力計算柱同一截面分別承受正反向彎矩,采用對稱配筋。底層柱子的計算

42、長度為1.0H，考慮抗震設(shè)計時候要對柱子的內(nèi)力進行調(diào)整，柱子的軸壓比大于0.15，所以=0.8.B1B0柱子的上端內(nèi)力值在左震和右震情況下的調(diào)整。左震：264.25×0.8×1.1=232.54KN.m 1309.06×0.8=1047.25KN右震：223.93×0.8×1.1=197.06 KN.m 2177.46×0.8=1741.97KNB1B0柱子的下端內(nèi)力值在左震和右震情況下的調(diào)整。左震：308.48×0.8×1.15=283.8KN.m 1409.67×0.8=1127.74KN右震：288

43、.2×0.8×1.15=265.1KN.m 2278.07×0.8=1822.46KN經(jīng)過內(nèi)力調(diào)整，抗震設(shè)計和非抗震設(shè)計的設(shè)計值處在同一個水平，然后從中找出設(shè)計要用的三組內(nèi)力值進行配筋設(shè)計。進過比較，三組內(nèi)力分別為：M=283.8KN.m N=1127.74KNM=82.36KN.m N=2199.31KNM=232.54KN.m N=1047.25KN在本次設(shè)計中采用第一組內(nèi)力進行例算。Nb= 求偏心距增大系數(shù)l0=1.0H=5.2me0=M/N=283.8×103/1127.74=251mmea=20mm或h/30=500/30的較大值，取ea=20

44、mmei=e0+ea=251+20=271mml0/h=5200/500=10.4>5,應(yīng)考慮偏心距增大系數(shù)1=0.5fcA/N=0.5×14.3×500×500/(1127.74×103)=1.6>1.0 ，取1=1.0l0/h=10.4<15, 取2=1.0ei=1.13×271=306mm判別大、小偏心受壓Nb=1809kN>N屬大偏心受壓=306+500/2-40=516mm最小配筋率min=0.7%As,min= As,min=0.7%×500mm×500mm/2=875mm2實配鋼筋，每側(cè)

45、422（1520mm2）斜截面受剪承載力計算 =121.2KN×0.85,受剪截面要求：，滿足。剪跨比 =Hn/2h0= =5>3,所以=3因為 0.3fcA=0.3×14.3×500×500=1072.5KN<N,取N=1072.5KN=-0.45按構(gòu)造要求配箍，取四肢箍加密區(qū)8100非加密區(qū)8200裂縫寬度驗算e0/h0=251mm/460mm=0.54<0.55,可不驗算裂縫寬度。4 框架柱縱向受力鋼筋配筋計算表一層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M

46、/（KN·m）252.67 15.58 100.76 N/KN1380.10 1821.18 1008.00 0.39 0.51 0.28 5200 5200 5200 10.40 10.40 10.40 183.08 8.55 99.96 20 20 20 203.08 28.55 119.96 1.00 0.98 1.00 1.00 1.00 1.00 0.44 0.06 0.26 1.17 2.22 1.30 238.62 63.44 155.50 448.62 273.44 365.50 0.42 0.55 0.31 大偏心受壓小偏心受壓大偏心受壓無0.56 無932.44

47、-855.79 -192.10 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積一層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）283.80 82.36 232.54 N/KN1127.74 2199.31 1047.25 0.32 0.62 0.29 5200 5200 5200 10.40 10.40 10.40 251.65 37.45 222.05 20 20 20 271.65 57.45 242.05 1.00 0.81 1.00 1.00 1.00 1.00 0.59

48、 0.12 0.53 1.13 1.50 1.15 307.19 86.33 277.59 517.19 296.33 487.59 0.34 0.67 0.32 大偏心受壓小偏心受壓大偏心受壓無0.67 無1217.74 -172.28 837.97 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積二三四五層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）132.08 52.76 54.99 N/KN1025.31 1372.03 822.12 0.29 0.38 0.23 4500

49、 4500 4500 9.00 9.00 9.00 128.82 38.45 66.89 20 20 20 148.82 58.45 86.89 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 0.32 0.13 0.19 1.18 1.46 1.31 175.43 85.07 113.50 385.43 295.07 323.50 0.31 0.42 0.25 大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無-23.32 -751.19 -515.50 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積二三四五層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500&#

50、215;500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）195.49 41.02 194.44 N/KN905.62 1689.25 882.86 0.25 0.47 0.25 4500 4500 4500 9.00 9.00 9.00 215.86 24.28 220.24 20 20 20 235.86 44.28 240.24 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 0.51 0.10 0.52 1.11 1.60 1.11 262.48 70.90 266.85 472.48 280.90 476.85 0.28 0.51 0.27 大偏心受壓大

51、偏心受壓大偏心受壓無無無544.86 -817.45 550.68 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積六層邊柱（A)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）97.47 53.62 35.59 N/KN281.43 351.48 241.27 0.08 0.10 0.07 4500 4500 4500 9.00 9.00 9.00 346.34 152.55 147.51 20 20 20 366.34 172.55 167.51 1.00 1.00 1.00 1.00 1.

52、00 1.00 0.80 0.38 0.36 1.07 1.15 1.16 392.95 199.17 194.13 602.95 409.17 404.13 0.09 0.11 0.07 大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無363.25 -73.23 -74.68 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積六層中柱（B)正截面配筋計算表組合500×500500×500500×500內(nèi)力組合彎矩M/（KN·m）107.38 40.91 48.66 N/KN322.18 441.04 297.83 0.09 0.12 0.08 45

53、00 4500 4500 9.00 9.00 9.00 333.29 92.76 163.38 20 20 20 353.29 112.76 183.38 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 1.00 0.77 0.25 0.40 1.08 1.24 1.15 379.91 139.37 210.00 589.91 349.37 420.00 0.10 0.13 0.09 大偏心受壓大偏心受壓大偏心受壓無無無389.78 -279.28 -45.33 每側(cè)最小配筋面積875.00875.00875.00 每側(cè)實配面積5 框架柱斜截面設(shè)計計算表一層柱斜截面配筋計算表截面計算過程500×460截面剪力V(KN)121.2103.02 3滿足1072.5KN<1127.7KN取N=1072.5KN-0.45 箍筋形式4肢箍直徑為8mm加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm100非加密區(qū)箍筋直徑、間距4肢箍直徑為8mm200二三四五六層柱斜截面配筋計算表