混凝土课程设计钢筋混凝土框架结构设计

设计任务书

一、题目：钢筋混凝土结构设计（框架结构） 二、设计地址：长春市

三、设计任务：钢筋混凝土框架结构设计 四、设计内容：

一、计算简图的确信：确信计算模型及相应的计算参数。

二、荷载计算：竖向荷载考虑竖向恒荷载、竖向活荷载，不考虑竖向活荷载不利布置。 3、框架结构内力分析及内力组合：选取一榀有代表性的框架在应考虑荷载作用下的内力和位移；别离对框架梁、柱进行内力组合。

4、一榀框架梁、柱，截面设计并知足相应的抗震方法。 五、计算书上画出相应结构施工图。 五、设计条件：

一、该建筑为多层办公楼，，地形平坦，Ⅱ类场地； 二、建筑平、剖面图的尺寸如图一、2所示。 3、学生承担的具体设计组号见表一 4、荷载:

23

(1)永久荷载——,板底、梁底、梁側采纳20厚混合砂浆抺灰，自重为17kN/m，钢筋混凝土自重为25kN/m3。屋盖自重：按2取用（未计入荷载分项系数）。 (2)可变荷载——活、风、雪荷载查标准。 五、材料：

混凝土强度品级为不低于C30,梁、柱的主筋采纳HRB400级，其余钢筋均采纳HPB235级。

六、内、外墙别离采纳200mm、300mm厚陶砾混凝土，室内外高差为450mm，土壤冻结深度为，屋面檐口处混凝土女儿墙高600mm平均厚为80mm。

各设计小组参数表 表— 小组号 1 2 3 4 5 6 7 8 l1(m) l2(m) 6 6 6 6 l3(m) h1(h2h3)(m) （3.3） 3.6（3.3） 3.6（3.3） 3.6（3.3） 3.9（3.6） 3.9（3.6） 3.9（3.6） 3.9（3.6）

图1

图2

六、设计功效：

结构设计计算书一份：要求有封皮、、目录、详细的计算内容；并在计算书里绘出相应的结构施工图。

计 算 书

（第七组）

一、 工程概况与设计条件 （一）工程概况与结构选型

1.该工程为长春市某办公楼，地面以上为3层办公楼，首层层高m,标准层层高为3.6m，室内外地面高差为0.45m，建筑物总高度为3.9+3.6*2+0.45=m，建筑物沿X方向的宽度为33m，沿Y方向的宽度为14.1m。

2.依照建筑的利用功能，衡宇的高度和层数，地质条件，结构材料和施工技术等因素综合考虑，抗侧力结构拟采纳现浇钢筋混凝土框架结构体系。 （二）设计依据

本工程依据以下现行国家标准或行业标准进行结构设计： 一、《建筑结构靠得住度设计统一标准》GB50068----2001 二、《建筑结构荷载标准》（2006版）GB50009----2001 3、《建筑工程抗震设防分类标准》GB50223---2020 4、《建筑抗震设计标准》GB50011----2020 五、《混凝土结构设计标准》GB50010----2002 六、《高层建筑混凝土结构技术进程》JGJ3---2002 （三）设计的大体条件

1.建筑结构的设计利用年限、平安品级及建筑抗震设防类别

本工程为一般多层民用办公楼，属于一样的建筑物。依照《建筑结构靠得住度设计统一标准》GB50068----2001第1.0.5条，结构的设计利用年限为50年。

依照《建筑结构靠得住度设计统一标准》GB50068----2001第1.0.和第7.0.3条，建筑结构的平安品级为二级，结构重要性系数0=1.0。

依照《建筑工程抗震设防分类标准》GB50223---2020第3.0.2条和3.0.3条，建筑抗震设防类别为标准设防类，简称丙类；地震作用和抗震方法按本地域抗震设防烈度的要求进行设计。

建筑室外地面至檐口的高度为m，高宽比为/14.1=0.819 < 4知足钢筋混凝土框架结构七度设防烈度最大高宽比要求。 1）雪荷载

依照《建筑结构荷载标准》（2006版）GB50009----2001附录D.4《全国各城市的50年一遇雪压和风压》，长春地域的大体雪压s0m。

22)风荷载

（1） 大体风压

依照《建筑结构荷载标准》（2006版）GB50009----2001附录D.4《全国各城市的50年一遇雪压和风压》，长春地域的大体风压0m。

2（2） 地面粗糙度

《高层建筑混凝土结构技术进程》JGJ3---2002第3.2.3条和《建筑结构荷载标准》（2006版）GB50009----2001第7.2.1条规定，本工程位于有密集建筑群的城市市区，地面粗糙度类别为C类。

3)屋面及楼面活荷载取值，见表1

表1 屋面及楼面均布活荷载 房间部位 屋 不上人屋面 面 办公室 楼面 卫生间 走廊、楼梯 2活荷载标准值 （kN/m） 组合值系数 c 准永久值系数q 0 2.抗震设防的有关参数

依照《地质资料勘探报告（详堪）》和《建筑抗震设计标准》GB50011----2020第4.1.6条，该工程建筑场地类别为Ⅱ类，无液化土层，地基承载力特点值fak=220kPa。

依照《建筑抗震设计标准》GB50011----2020附录A-《我国要紧城镇抗震设防烈度、设计大体地震加速度和设计地震分组》的规定，长春市的抗震设防烈度为7度，设计大体地震加速度为0.10g，设计地震分组为第一组。

依照《建筑抗震设计标准》GB50011----2020第6.1.2条及表6.1.2框架结构、丙类建筑、设防烈度7度，衡宇高度小于24m查表确信抗震品级为三级。

依照《建筑抗震设计标准》GB50011----2020第5.1.5条，在多遇地震作用下，建筑结构的阻尼比=0.05。

依照《地基基础设计标准》第3.0.1条，地基基础的设计品级为丙级。 （四）混凝土结构的环境类别

依照《混凝土结构设计标准》GB50010----2002和《混凝土结构耐久性设计标准》GB/T50476----2020，本工程混凝土结构依照其所处环境条件的不同，确信室内、外构件的环境类别为Ⅰ类，基础承台的环境类别为Ⅱ类。 （五）要紧结构材料 1.钢筋

本工程梁、柱的主筋采纳HRB400级，其余钢筋均采纳HPB300级，钢筋的强度设计值与弹性模量依照《混凝土结构设计标准》GB50010----2002第4.2.3条和第4.2.4条的规定采纳，见表2

表2 钢筋的强度设计值与弹性模量 钢筋种类 HPB300 HRB400 符号 52 fy（N/mm2）fy（N/mm2） Es(3.010N/mm)  270 360 270 360 2.混凝土

在本工程中，结构各楼层采纳混凝土强度品级的情形参见表3。混凝土强度设计值与弹性

模量依照《混凝土结构设计标准》 GB500010—2002第条和第4.1.5的规定采纳,见表4。

表3 结构各楼层采纳混凝土强度品级情形

部 位 底层 二-三层 梁 C30 C30 柱 C30 C30 楼板 C30 C30 表4 混凝土强度设计值与弹性模量

混凝土强度等级 C30 fc(N/mm2) ft(N/mm2) Ec(×104 N/mm2) 3.混凝土结构耐久性的要求 依照《混凝土结构设计标准》 GB500010—2002第条的规定，结构混凝土应符合表5的要求。

表5 混凝土结构耐久性的大体要求

环 境 类 别 最大水灰比 最小水泥用量（kg/m） 最大氯离子含量(%) 最 大 碱 含 量（kg/m） 二、 结构布置及计算简图 （一） 结构布置 截面尺寸的初步确信 1. 梁截面尺寸

各梁截面尺寸确信如下：

边跨（AB、CD）梁：取

33一 类 225 不 二 b 类 275 1111hb(~)lblb6000600mm

1481010111bb(~)hbhb300mm

232中跨（BC）梁：取bh300mm600mm

11116000400mm bbhb200mm 次梁：取hb(~)lb12181522. 板厚 边跨长短边之比

l260001.822按双向版设计 l13300111~)l1330082.5mm 取h100mm 3540当为屋面板时取 h120mm

双向板h(3. 柱截面尺寸

由轴压比限值按以下公式估算：

NAn AcN[N]fc

（抗震品级为三级） [N][N]=0.85。

框架柱的负荷面积内每平米按14kN/m初估 角柱：N1.3143.333540.54KN

2

540.5410344471mm bhAc211mm Ac0.8514.3边柱：N1.214(3.332)3997.92KN

997.9210382100mm bh287mm Ac0.8514.3中柱：N1.114(3.3323.31.052)31234.93KN

1234.93103101598mm bh319mm Ac0.8514.3一、二、三级框架结构柱截面的宽度和高度当超过2层时不宜小于400mm，取bh400mm400mm 验算剪跨比，幸免形成短柱：

Hn(3.60.6)1034.172 知足要求

2h02(40040)（二） 计算简图

依照结构平面布置确信框架计算简图，计算简图用梁、柱的轴线表示，梁、柱轴线取各自的形心线；因梁板整浇，取板底为梁轴线。关于底层柱的下端一样取至基础顶面，长春地域土壤冻结深度取1.65m，承台厚度取900mm,承台底面在冰冻线以下200mm,基础埋深d=1.65+0.2-0.9=0.95m,底层柱高+0.45+0.95-0.1=m,

计算简图如下图1：

图1 计算简图

（三）重力荷载计算

1. 屋面荷载（为不上人屋面）

m2

屋面活载：0.5 kN/m屋面雪荷载：m 2. 楼面荷载

楼面恒载：30mm厚水磨石地面 0.65 KN/m

×KN/m

20mm×17= 0.34 KN/m

Gk=ΣgkKN/m

楼面活载：洗手间： 2.0 kN/m

办公室： 2.0 kN/m 走廊、楼梯： 2.5 kN/m 3. 梁、柱、墙重力荷载

1）梁重：（考虑梁上抹灰，取梁自重26kN/m） 主 梁： 26××

3

222

2

22222 次 梁： 26××0.40=kN/m 2）柱：（考虑到柱子抹灰，取柱子自重26kN/m）

各 层：26××

3）墙重：内墙200厚陶砾混凝土：6×kN/m

外墙300厚陶砾混凝土: 6×kN/m 4. 各楼层重力荷载代表值计算如下 三层

女儿墙：0.60.08(33214.12)25113.04KN 屋 盖：4.653314.12163.65KN 主 梁：4.6814.16395.93KN

纵 梁：4.68(6.60.3)455.68KN 次 梁：2.08(60.3)25118.56KN 柱 子：4.163.60.646299.52KN

22

3

3.60.12331.82.1102448.16KN外 墙 ： 1.83.60.1214.10.92.1内 墙 ： 1.2(3.30.12)68+3.60.126.60.92.1210=430.70KN 活 载：0.53314.1232.65KN 雪荷载：0.353314.1162.86KN

G3恒载+0.5雪

=113.04+2163.65+395.93+5.68+118.56

+299.52448.16430.70

20.5162.86=4051.47KN

二层

楼 面：3.493314.1=1623.90KN 主 梁：4.6814.16395.93KN

纵 梁：4.68(6.60.3)455.68KN

次 梁：2.08(60.3)25118.56KN 柱 子：4.163.60.646299.52KN

3.60.12331.82.1102448.16KN外 墙 ： 1.83.60.1214.10.92.1

内 墙 ： 1.2(3.60.12)68+3.60.126.60.92.1210=430.70KN活 载：2.0(6.6-0.3)(6-0.3)102.533(2.10.2)=874.95KN

G2恒载+0.5活载

=1623.90395.935.68118.56

299.52448.16430.70299.52448.16430.70 + +

22+0.5874.95一层

楼 面：3.493314.1=1623.90KN 主 梁：4.6814.16395.93KN

纵 梁：4.68(6.60.3)455.68KN 次 梁：3.25(60.3)25185.25KN 柱 子：4.165.20.646459.26KN

4343.92KN

3.90.12331.82.1102499.02KN外 墙 ： 1.83.90.1214.10.92.1

内 墙 ： 1.2(3.90.12)68+3.90.126.60.92.1210=471.74KN 活 载：2.0(6.6-0.3)(6-0.3)102.533(2.10.2)=874.95KN

G1恒载+0.5活载

=1623.90395.935.68185.25

459.26499.02471.74299.52448.16430.70 ++

220.5874.954469.75KN

三、 框架侧移刚度计算

0

中框架梁=2I0

梁采纳Ｃ30混凝土，ＥC＝×10N/mm 柱采纳C30混凝土，ＥC＝3.010N/mm

I0=1/12×bh(mm)

横梁线刚度ib计算进程见表6，柱线刚度ic计算进程见表7

表6 横梁线刚度ib计算

3

4

4 242Ec 类别 层次 N/mm2 bh mmmm I0 mm4 5.4109 l EcI0 lNmm 1.5EcI0 lNmm 2EcI0 lNmm mm 边横梁 1 3.0104 300600 2.71010 6000 4.051010 5.41010 2 33.0104 300600 5.4109 2.71010 4.051010 5.41010 走道梁 1 3.0104 300600 5.4109 7.71101011.6101015.410102100 2 33.0104 300600 5.4109 7.71101011.6101015.41010 表7 柱线刚度ic计算表

层次 hc/mm Ec/(n/mm2) bh/mmmm Ic/mm4 3900 EcIc/NmmN/mm hc1.1010 1 3.0104 400400 2.13109 23 3600 3.0104 400400 2.13109 1.781010 柱的侧移刚度计算进程见表8，表9

表8框架柱侧移刚度D值（N/mm） 层数 3 2 1

K 2.2753

αc 0.5322 0.5322

Dij 8771.4 8771.4

K 8.7921 8.7921

αc 0.8147 0.8147

Dij 13427.1 13427.1

ΣD

1.0854 0.5138 68.4 9.5427 0.8700 11257.4

将上述不同情形下同层框架柱侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度∑表9 横向框架层间侧移刚度（N/mm） 层数 ∑Di 1 2 3

2

Di，见表10

由表10可见，

D/D12214870.1/266381.80.80660.7，故该框架为规那么框

架。

四、 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算 1. 横向水平地震作用下框架结构内力和位移计算 （1） 结构大体自振周期计算

依照《高层建筑混凝土结构技术规程》B.0.2，关于质量和刚度沿高度散布比较均匀的框架结构，其大体自振周期按极点位移法计算。

T11.7TuT

T为考虑非繁重墙刚度对结构自振周期阻碍的折减系数，T取0.7.

uT为假想的结构极点位移，即假想把集中在各楼层的重力荷载代表值Gi作为该楼层水平荷

载而算得的结构极点位移，计算进程见表11。

表 11 结构极点的假想位移计算

层数 3 2 1 Gi/KN 4051.47 4343.92 4469.75 Vi/kn 4051.47 8395.39 12865.14 ΣDi(N/mm) 266381.81 266382.23 214870.13 △ui/mm ui/mm 0.0914 0.0599 计算大体周期T11.70.70.10660.3885s

（2） 水平地震作用及楼层地震剪力计算

当框架结构衡宇的高度不超过40m，质量和刚度沿高度散布比较均匀时，其水平地震作用可用底部剪力法计算。 1）确信大体参数 ① 依照建筑场地类别Ⅱ类和设计地震分组第一组，按《建筑抗震设计标准》表-2

确信设计特点周期Tg=；

② ③

依照抗震设防烈度和地震阻碍多遇地震，max；

按《建筑抗震设计标准》第5.1.5.1条确信建筑结构的阻尼比为0.05。

4 依照《建筑抗震设计标准》图确信水平地震阻碍系数1。 ○

因为Tg0.35sT10.3885s5Tg1.75s，按曲线下降段确信水平地震阻碍系数

Tg0.050.050.0512max，2111.0

T0.081.60.081.60.050.90.050.050.050.90.9

0.360.360.050.9Tg0.35因此12max1.00.080.07283s

T0.388512）总水平地震作用标准值 Geq0.85G0.85(4051.474343.924469.75)

i 0.8512865.1410935.37kN

FEk1Geq=0.0810935.37874.83kN

1.4Tg1.40.350.49T10.3885，顶部附加地震作用系数n0.0

因此不需考虑顶部附加地震作用。

3）质点i的水平地震作用

FiGiHiGHjj1nFEk(1n) （n0.0）

j Fi870.50nGiHi

GiHik层间地震剪力 ViFki

具体计算进程见表12

表12 各质点横向水平地震作用及地震剪力计算表 层数 3 2 Hi/m Gi/kN 4051.47 4343.92 GiHi GiHi/kNm GiHi50238.239 0.5679 38226.503 0.4321 Fi/kN 496.807 378.023 Vi/kN 496.807 874.829 1 4469.75 23242.683 0.2627 229.847 1104.677 4）验算剪重比 水平地震作用计算时，结构各楼层对应于地震作用标准值的剪力应符合下式要求： VEkiGjinj

式中：VEki—第i层对应于水平地震作用标准值的楼层剪力；

—水平地震剪力系数，查《建筑抗震设计标准》表5.2.5，7度0.10g楼层最小地

震剪力系数0.016。

Gj—第j层重力荷载代表值。 验算进程见表13

表13 剪重比验算 Vi/kN 0.016Gi jin比较Vi/kN、0.016Gi jinV3 V2 V1 496.807 874.829 1104.677 .824 69.503 71.516 大于 大于 大于 5）水平地震作用下的位移验算

水平地震作用下框架结构的层间位移ui和极点位移ui按下式确信

uiVi/Dij uui

j1i1sn层间弹性位移角eui/hi，计算进程见表14

表14 横向水平地震作用下的位移验算

层数 3 2 1 Vi/KN 7 874.829 1104.677 Di(N/mm) ui/mm 266381.81 266382.23 214870.13 1.865 3.284 5.141 ui/mm 10.290 8.425 5.141 hi/mm 3600 3600 5200 eui hi1/1930 1/1096 1/1011 由表14可见 ，最大层间弹性位移角发生在第1层，其值为1/1263<1/550,知足弹性层间位移角限值e。其中e=1/550查《建筑抗震设计标准》表5.5.1确信。 6）水平地震作用下框架内力计算 框架柱端剪力及弯矩按下式确信

VijDijDj1sVi

ijMbijVijyh

Muij

Vij(1y)hij其中Dij取自表8，

D取自表10，具体计算进程见表15 表15 各层柱端弯矩及剪力计算 层hi/m Vi/kN 数 3 2 1 边柱 Dij/(N/mm) Di1 Vi1 K y Mbi1 Mui1 496.81 874.83 1104.68 8771.353 16.36 2.2753 0.45 26.50 32.39 28.81 2.2753 0.50 51.85 51.85 100.24 77.49 34.18 1.0854 中柱 层hi/m Vi/kN 数 3 2 1 Dij/(N/mm) Di2 Vi2 K y Mbi2 Mui2 496.81 874.83 1104.68 25.04 8.7921 0.50 45.08 45.08 44.10 8.7921 0.50 79.37 79.37 165.53 135.43 57.88 9.5427 注：表中M量纲为kN/mm，V量纲为kN。

梁端弯矩、剪力及柱轴力别离按下式计算，其中梁线刚度取自表6，具体计算进程见表16。

ilbbuMbl(MM)i1,jijibirb ribrbuMbl(MM)i1,jijibirblMlbMrb Vbln

Ni(VlbVrb)

ki表16 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算

边梁 层数 3 走道梁 柱轴力 边柱N -7.34 Mlb Mrb l Vb Mlb Mrb l Vb 31.82 中柱N -24.48 32.39 11.66 6 7.34 33.41 33.41 2 1 78.35 32.21 6 129.35 55.59 6 18.43 92.24 92.24 2.1 87.85 -25.77 -93.90 30.82 159.21 159.21 151.63 -56.59 -214.71 注：1）柱轴力中的负号表示拉力。当为左地震作历时，左侧两根柱为拉力，对应的右边两根柱为压力。

2）表中M量纲为kN/mm，V量纲为kN ， N量纲为kN l量纲为m。 水平地震作用下框架的弯矩图，梁端剪力图及柱轴力图如以下图2

图2：弯矩、轴力、剪力

（1）自然情形

大体风压为0.65kN/m ²,即0=0.65kN/m²,c类粗糙度。 （2）荷载计算：

1）.风荷载标准值 ：kzsz0 FwkiwkiA 1βz-高度z处的风振系数，高度小于30m，取βZ ○

222风压高度转变系数：z ○

3风荷载体型系数: μs ○

计算进程见下表17 ：

表17 风荷载标准值

层数 3 2 1 z 1.0 1.0 1.0 s z 0 k 0.63 0.63 0.63 A Fwk 49.52 74.29 77.38 Vi 49.52 123.81 201.19 （3） 风荷载作用下的水平位移验算 计算进程如下表18

表18 风荷载作用下框架层间位移计算

层Fwk/kN Vi/KN 数 3 2 1 49.52 74.29 77.38 49.52 123.81 201.19 Di(N/mm) ui/mm ui/mm hi/mm e 0.186 0.465 0.936 1.587 3600 1.401 3600 0.936 5200 ui hi193 7746 5554 由表18可见，风荷载作用下框架的最大层间位移角为1/5554，远小于1/550，知足标准要求。

（4） 风荷载作用下框架结构内力计算

风荷载作用下框架结构内力计算进程与水平地震作用下的相同，计算进程见表19，表20。

表19 各层柱端弯矩及剪力计算 层hi/m Vi/kN 数 3 2 1 边柱 Dij/(N/mm) Di1 Vi1 K y Mbi1 Mui1 2. 3.23 7.34 7.34 18.26 14.11 49.52 123.81 201.19 1.63 2.2753 0.45 4.08 2.2753 0.50 6.23 1.0854 中柱 y 层hi/m Vi/kN 数 3 2 1 Dij/(N/mm) Di2 Vi2 K Mbi2 Mui2 49.52 123.81 201.19 2.50 8.7921 0.45 4.04 4.94 6.24 8.7921 0.50 11.23 11.23 30.91 23.90 10.54 9.5427 注：表中M量纲为kN/mm，V量纲为kN。

表20 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算

边梁 层数 3 2 1 走道梁 柱轴力 Mlb Mrb l Vb 0.75 Mlb 3.66 Mrb l Vb 3.49 10.78 边柱N -0.75 -3.07 中柱N -2.74 -11.20 3.23 1.28 6 9.98 3.95 6 21.45 9.09 6 3.66 2.32 11.32 11.32 5.09 26.04 26.04 24.80 -8.16 -30.91 注：1）柱轴力中的负号表示拉力。当为左地震作历时，左侧两根柱为拉力，对应的右边两根柱为压力。

2）表中M量纲为kN/mm，V量纲为kN ， N量纲为kN l量纲为m。 七、竖向荷载作用下框架结构的内力计算

（1）计算单元

取○3轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为m，如图3所示，由于房间内布置由次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影所示，计算单元范围内的其余楼面荷载那么通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心与柱的中心不重合，因此在框架节点上还作用有集中力矩。

图3 横向框架计算单元

（2）荷载计算 1） 恒荷载计算

在图4中 q1、q1'代表横梁自重，为均布荷载。 关于第3层

q14.68kN/m q1'4.68kN/m

q2为房间和走道板传给横梁的梯形荷载

q24.653.315.35kN/m

P1、P2别离为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的荷载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等的

重力荷载：

图4 各层梁上作用的恒载

12.76P3.31.6521.6514.65

2264.686.62.08250.080.66.6103.74kN

212.762.1P23.31.6521.656.64.65

222+4.686.62.08集中力矩

6128.05kN 2M1Pe11103.74关于一、2层

0.40.35.19kNm 2q14.6860.2(3.60.6)8.28kN/m q1'4.68kN/m q23.493.311.52kN/m

12.76P3.31.6521.653.49 12264.686.62.081.8(3.60.6)6.6116.82kN

212.762.1P23.31.6521.656.63.49

22264.686.62.081.2(3.60.6)6.6129.13kN

20.40.3M1Pe116.825.84kNm 1122） 活荷载计算

活荷载作用下各层框架梁上的荷载散布如图 关于第3层

q23.30.51.65kN/m

2.761.65)0.56.31kN 22.762.1P2(3.31.651.656.6)0.59.23kN

220.40.3M1Pe6.310.32kNm 112P1(3.31.65同理，在屋面雪荷载作用下

q21.16kN/m

P14.42kN M10.22kNm P26.46kN

关于一、2层

q23.326.6kN/m P1(3.31.652.761.65)225.25kN 22.762.1P2(3.31.651.656.6)2.039.11kN

22 M1Pe1125.250.40.31.26kNm 2

表21 横向框架恒载汇总表 将以上计算结果汇总，见表21，表22

层数 3 1、2 q1 q1' q2 P1 /kN 103.74 116.82 P2 /kN 128.05 129.13 M1 kNm 5.19 5.84 /(kN/m) /(kN/m) /(kN/m) 15.35 11.52 表22 横向框架活载汇总表 层数 3 1、2 q2/(kN/m) 1.65(1.16) 6.60 P1/kN 6.31(4.42) 25.25 P2/kN 9.78() 39.11 M1/kNm 0.32(0.22) 1.26 注：表中括号内的数值对应于屋面雪荷载作用情形。 （3）恒、活荷载作用下的内力计算

在求固端弯矩时依照固端弯矩相等的原那么，先将梯形散布荷载及三角形散布荷载，化为等效均布荷载。（恒载：

'顶层g边q1(1223）q24.68(120.27520.2753)15.3518.02kN/m

1.650.275） 6'g中q1'4.68kN/m

'余层g边q1(1223）q28.28(120.27520.2753)11.5218.29kN/m

'g中q1'4.68kN/m

那么等效的均布荷载布置如图3所示：

图3 恒荷载等效的均布荷载布置图

活载： 顶层：

'g边q1(1223）q2(120.27520.2753)1.65(1.16)1.43(1.00)kN/m

余层：

'g边q1(1223）q2(120.27520.2753)6.605.74kN/m

梁固端弯矩

边跨 部位 顶层 其它层 顶层 其它层 跨度 6 6 6 6 均布 荷载 18.02 18.29 固端弯矩 左 -54.07 -54.88 右 跨度 均布 荷载 中跨 固端弯矩 左 右 1.72 1.72 0 0 荷载 恒荷载 活荷载 54.07 54.88 0 0 -1.72 -1.72 0 0 1.43-4.304.30（1.00） （-3.01） （3.01） 5.74 -17.22 17.22 梁端弯矩以绕杆端顺时针为正，反之为负。 固端弯矩=（均布荷载×跨度）/12=ql/12 具体计算进程见表23

表23 竖向荷载作用下框架梁的固端弯矩

注：括号中数值表示雪荷载

表24 框架弯矩分派系数

3轴线横向框架弯矩分配系数 相对转动刚度 相对转动分配系数 层次 节点 左梁 右梁 上柱 下柱 刚度之和 左梁 右梁 上柱 下柱 A 0.0000 0.6947 0.0000 0.3053 3 B 0.2324 0.6655 0.0000 0.1021 A 0.0000 0.5322 0.2339 0.2339 2 B 0.2108 0.6039 0.0927 0.0927 A 0.0000 0.5422 0.2383 0.2195 1 B 0.2124 0.6083 0.0933 0.0860 弯矩二次分派法计算进程见表25——27

弯矩图如图以下图

2

竖向荷载作用下梁、柱内力计算 梁端、柱端弯矩见弯矩图。

梁端剪力：

梁端剪力示用意

ql1l(MbMbr) 2lql1l(MbMbr) Vbr2l Vbl

，+1，

柱轴力示用意

边柱（上）：Ncil(m)Vi1nnl(r)bil(m) 中柱（上）：Ncil(m)(Vi1nrbi,j1Vbijl)

n边柱（下）：Ncil(m)(Vi1l(r)bil(m)rl：Ncil(m)(Vbi,j1VbijGij) Gil(m)) 中柱（下）

i1

恒、活、雪载作用下，依照公式，计算进程见下表28——表30 表28 竖向恒荷载作用下梁端剪力及柱轴力 梁端荷载引起剪力 梁端弯矩引起剪力 梁端总剪力 柱轴力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱 B柱 VA=VB VB=VC VA=-VB VB=VC VA VB VB=VC N顶 N底 N顶 N底 54.07 4.91 -5.01 0 49.06 59.07 4.91 152.81 167.21 192.04 206.44 54.88 4.91 -2.79 0 52.10 57.67 4.91 284.03 298.43 398.14 412.54 54.88 4.91 -3.54 0 51.35 58.42 4.91 415.25 436.05 605.00 625.80

梁端荷载引起剪力 AB跨 BC跨 VA=VB VB=VC 表29 活荷载作用下梁端剪力及柱轴力 梁端弯矩引起剪力 梁端总剪力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 VA=-VB VB=VC VA VB VB=VC 柱轴力 A柱 B柱 N顶=N底 N顶=N底 层次 3 2 1 层次 3 2 1

4.30 17.22 17.22 0 0 0 -0.24 -1.00 -1.08 0 0 0 4.06 4.54 16.22 18.22 16.14 18.30 0.00 10.38 0.00 55.78 0.00 113.02 14.32 71. 129.04 层次 3 2 1 梁端荷载引起剪力 AB跨 BC跨 VA=VB VB=VC 3.01 0 17.22 0 17.22 0

八、内力组合

表30 雪荷载作用下梁端剪力及柱轴力 梁端弯矩引起剪力 梁端总剪力 柱轴力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱 B柱 VA=-VB VB=VC VA VB VB=VC N顶=N底 N顶=N底 -0.20 0 2.81 3.21 0.00 7.22 10.06 -1.10 0 16.12 18.32 0.00 51.42 67.48 -1.17 0 16.05 18.39 0.00 108.77 124.97

见 EXCEL 内力组合

九、构件截面设计

从内力组合表中别离选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心线处的弯矩换算为支座边缘操纵截面的弯矩进行配筋计算，计算第一层。最不利内力选取见下表31，表32。rRE0.75

表31 梁最不利内力选取

M V M-V*b/2 A -211.47 116.26 188.21 141.16 B左 144.92 -116.26 121.67 91.26 B右 -231.59 202.37 191.12 143.34

表32 柱最不利内力选取

A B M(kNm) N(kN) M(kNm) N(kN) 上端 117.24 639.68 -184.37 1082.55 下端 138.56 6. -222.32 1107.51

（1）梁的正截面受弯承载力计算

C30混凝土：fc14.3N/mm2 ft1.43N/mm2 HRB400级钢：fyfy'360N/mm2 梁截面：b=300mm h=600mm

as35mm hf'100mm h060035565mm 11.0

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，框架横梁配筋： 梁内纵向钢筋选HRB400级钢 b0.550，下部按T形截面设计，将梁端左、右支坐最大

正弯矩换算到支座边缘，取支座边缘及跨中最大正弯矩三者最大值计算梁下部配筋M0.75102.3776.78kNm 确信翼缘计算宽度 按梁跨度考虑：b'fl60002000mm 33按净距考虑： b'fbSn300(3300250)3350mm 按翼缘高度考虑：

h'fh01000.180.1（不受此限） 565因此取b'f2000mm 判定T形截面类型

1fcb'fh'f(h0h'f2)1.011.92000100(565100) 2 1225.7kNmM76.78kNm 因此属于第一类T形截面 求 11M 0.51fcb'fh0276.78106 11

0.51.011.920005652 0.0102b0.550 求As As 1fcb'fh0fy

1.011.920005650.0102

300457mm2max(0.45ftbh,0.002bh)386.1mm2 fy实配钢筋2

18,伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（A's509mm2），在计算

相应的受拉钢筋As,即支座A上部（按矩形截面设计）

sMf'yA's(h0a's)1fcbh02

124.22106300509(56535)0.0380

1.011.93005652112s1120.03800.0388

2a's2350.124 h0565说明A's富裕，且达不到屈服，可近似取

M124.22106 As781.3mm2

fy(h0a's)300(56535) max(0.55ftbh,0.0025bh)450mm2 fy2实配钢筋2

22（As=760mm）相差不超过5%。

A's5090.670.3（知足要求） As760fyAsx3007600.1130.35 h01fcbh01.011.9300565支座B右下部

M0.75106.3379.75kNm

求 11M 20.51fcb'fh079.75106 11

0.51.011.920005652 0.0106b0.550 求As As1fcb'fh0fy

1.011.920005650.0106

300475mm2max(实配钢筋2

0.45ftbh,0.002bh)386.1mm2 fy18,伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋（A's509mm2），在计算

相应的受拉钢筋As,即支座B上部（按矩形截面设计）

sMf'yA's(h0a's)1fcbh02

119.20106300509(56535)0.0335 21.011.9300565112s1120.03350.0341

2a's2350.124 h0565说明A's富裕，且达不到屈服，可近似取

M119.20106 As749.7mm2

fy(h0a's)300(56535) max(0.55ftbh,0.0025bh)450mm2 fy2实配钢筋2

22（As=760mm）

A's5090.670.3（知足要求） As760fyAsx3007600.1130.35 h01fcbh01.011.9300565

（2）梁斜截面受剪承载力计算 1）截面条件 AB、BC、CD跨：

11(0.2cfcbh0)(0.21.011.9300565)474.6kN rRE0.852）混凝土的抗剪承载力

AB、BC、CD跨：

0.42ftbh00.421.2730056590.4kN

3)梁端剪力设计值的调整

抗震设计中，依照强剪弱弯的原那么，延性框架梁在塑性铰显现以前，不该发生剪切破坏，塑性铰显现后，也不该过早被剪坏，按以下公式调整，三级框架：

MlbMrbV1.1VGb

ln调整结果见表33

表33

项目 V(kN) 底层 A B左 B右 > > < 备注 梁的截面条件满足 需计算配置箍筋 1(0.2cfcbh0)474.6kN > rRE0.42ftbh090.4kN < < AB跨：

梁端加密区箍筋取2肢

8@150，箍筋用HPB235级钢筋（fyv210N/mm2），那么

Vu0.42ftbh01.25fyvAsvh0 s0.421.273005651.25210250.3565 1501.88kN0.85123.07104.61kN

依照抗震标准，加密区长度取max(1.5hb,500),因此取加密区长度900mm,

svAsvf250.30.224%0.26t0.157%箍筋设置知足要求。 bs300150fyv8@200，sv非加密区取2肢 BC跨： 加密区箍筋取2肢

Asvf250.30.168%0.26t0.157% bs300200fyv8@150，箍筋用HPB235级钢筋（fyv210N/mm）

2 Vu0.42ftbh01.25fyvAsvh0 s250.3565 150 1.88kN0.85212.11180.29kN

0.421.273005651.25210svAsvf250.30.224%0.26t0.157% bs300150fyv由于非加密区长度较小，故全跨均按加密区配置。

别离选出底层内力组合表中最不利内力，进行配筋计算。

关于弯矩和轴力，承载力抗震系数按轴压比确信，当轴压比小于0.15时，rRE0.75，当轴压比大于0.15时，rRE0.80，而剪力的系数都取0.85。 （1）剪跨比和轴压比验算 验算进程如下表33

表33 柱的剪跨比与轴压比验算

层柱b/mm h0/mm fc/(N/mm2) Mc/kNm Vc/kN 次 号 底A 层 B 400 400 360 360 N/kN Mc cVh0>2 7.33>2 N fcbh33 (2)柱正截面承载力验算 C30混凝土：fc14.3N/mm2 ft1.43N/mm2 11.0

HRB335级钢筋：fy300N/mm2 b0.55

截面尺寸：bh400mm400mm h040040360mm as40mm 为了幸免柱脚过早屈服，三级框架底层柱下端截面弯矩设计值应乘以增大系数1.3。 A柱：M0.81.3122.67127.58kN/m

N0.8761.42609.14kN

M127.58106e0209.4mm 3N609.1410ea取20mm和偏心方向截面尺寸的

l40013.3mm，故取ea=20mm 较大值，即3030底层柱的计算长度l01.0H4.9m

eie0ea209.420229.4mm

l0490012.255故应考虑偏心距增大系数 h4000.5fcA0.514.3400211.881.0（取11.0）

N609.14l015,取21.0 h1l0112

1400ei/h0h21212.251.17

1400229.4/360h400eeias1.17229.440428.4mm

221xN609.14103对称配筋：0.296b0.550

h01fcbh014.34003602a's240 0.222

h0360为大偏心情形

Ne1fcbh02(10.5) A'sAsf'y(h0a's)609.14103428.41.014.340036020.296(10.50.296) 300(36040)770.9mm20.002bh0.002400400320mm2

AsA's2770.91541.8mm20.006bh960mm2

每侧选用3

18(AsA's763mm2) 相差小于5%

22总配筋量8254.342035mm0.008bh1280mm B柱：M0.81.3150.34156.35kN/m N0.81027.33821.86kN

M156.35106e0190.2mm

N821.36103ea取20mm和偏心方向截面尺寸的

l40013.3mm，故取ea=20mm 较大值，即3030底层柱的计算长度l01.0H4.9m

eie0ea190.220210.2mm

l0490012.255故应考虑偏心距增大系数 h4000.5fcA0.514.3400211.391.0（取11.0）

N821.86l015,取21.0 h1l0112

1400ei/h0h1212.251.18

1400210.2/360h400eeias1.18210.240408.0mm

2212xN821.86103对称配筋：0.399b0.550

h01fcbh014.34003602a's2400.222 h0360为大偏心情形

Ne1fcbh02(10.5) A'sAsf'y(h0a's)821.86103408.01.014.340036020.399(10.50.399) 300(36040)1026.5mm20.002bh0.002400400320mm2

AsA's21026.52053mm20.006bh960mm2

每侧选用3

22(AsA's1140mm2)‘

22总配筋量83803039mm0.008bh1280mm (3)柱斜截面受剪承载力计算

A柱：Mtc0.8105.1384.1kNm Mbc0.81.3122.67127.58kNm 框架柱的剪力设计值V1.284.1127.5851.kN

4.9rREV0.8551.0.0210.2（知足要求）

cfcbh01.014.3400360Mcc7.333（取3.0）

Vh0N609.14kN0.3fcbh0.314.3400400686.4kN

取N609.14kN

AsvsrREV1.05ftbh00.056N1

fyvh00.8551.1030

故该柱应构造配置箍筋 柱端加密区的箍筋选用3肢

1.051.434003600.056609.1431

2103608

一层柱底的轴压比,查表v0.0633 最小体积配箍率

vminvfcfyv0.063316.70.503%

210AsvvAcor0.5033503500.293 sLi10063508 Asv50.3mm2 s172mm

依照构造要求，取加密区箍筋为8@100，加密区长度按标准确信。柱顶850mm,柱底1650mm 非加密区应知足s15d1518270mm，箍筋取3肢8@200

B柱：Mtc0.8128.103.11kNm Mbc0.81.3150.34156.35kNm 框架柱的剪力设计值V1.2103.11156.3563.54kN

4.9rREV0.8563.540.0260.2（知足要求）

cfcbh01.014.3400360Mcc7.333（取3.0）

Vh0N821.86kN0.3fcbh0.314.3400400686.4kN

取N686.4kN

AsvsrREV1.05fbh0.056N1t0

fyvh00.8563.541030

1.051.434003600.056686.431

210360故该柱应构造配置箍筋 柱端加密区的箍筋选用3肢

8

一层柱底的轴压比n=0.499,查表v0.09 最小体积配箍率

vminvfcfyv0.0916.70.716%

210AsvvAcor0.7163503500.418 sLi10063508 Asv50.3mm2 s120.3mm

依照构造要求，取加密区箍筋为8@100，加密区长度按标准确信。柱顶850mm,柱底1650mm 非加密区应知足s15d1518270mm，箍筋取3肢8@200 （5） 框架梁柱节点核芯区截面抗震验算 B节点：hb600mm hb0565mm

Hc为柱的计算高度，取节点上下柱反弯点间的距离 Hc0.53.30.454.93.855m

Mb116.361.10305.46kNm

剪力设计值：

1.2305.4610356535Vj(1)579kN

565353855600bb300mm bc400mm hj400mm j1.5

bj取bjbb0.5hc3000.5400500mm

bjbc400mm

二者较小值

11(0.3jfcbjhj)(0.31.514.3400400)1211.3kNVj579kN rRE0.85（知足要求）

节点核心区的受剪承载力计算，其中N取二层柱底轴力N0.8631.06504.85kN和

0.5fcA0.514.340021144kN二者的较小值。

设节点区配箍为3肢

8@100,那么

bha's1(1.1jftbjhj0.05jNjfyvAsvjb0) rREbcS156535(1.11.51.434004000.051.5504.85103210350.3) 0.85100686.3kNVj579kN

故承载力知足要求。

综合以上结果，绘出配筋图。