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某八層商業寫字樓建筑結構設計
摘 要
本建筑為某八層商業寫字樓，框架結構，總投資為455萬元，建筑面積為6408m2，位于某城市主干道的西北角，耐久年限為50年，結構按7度設防設計，建筑按6度設防設計，結構類型為框架結構，墻體為加氣混凝土砌塊。
本建筑坐北朝南，分區比較合理，采用大空間辦公，采光較好，辦公區集中在南邊，而會議室和展廳集中于北邊，適用于中小型企業、公司租賃。
建筑柱網尺寸縱向為2.4m和6.6m，橫向為4.8m，底層及各層層高均為3.6m。
二層以上各層能分別獨立使用，首層為公共部分，樓梯采用板式樓梯，全部為防火樓梯，基礎為樁基礎，采用端承樁基礎。
在框架結構計算時，采用底部剪力法計算地震作用，采用彎矩分配法對框架進行分配，在計算過程中對梁的彎矩進行了調幅，對柱的軸力進行了折減。
對建筑中出現的墻體均直接放在梁上，墻、板的重量傳給梁，梁再傳給柱，傳力路線明確。
關鍵詞：商業寫字樓；建筑設計；結構設計；框架結構；樁基礎
緒論
1.1 建筑層次
現今社會高層建筑得到廣泛的應用，在城市中的高層建筑是反映這個城市經濟繁榮和社會進步的重要標志。
建造高層建筑可以獲得更多的建筑面積，這樣可以部分解決城市用地緊張和地價高漲的問題；建造高層建筑能夠提供更多的休閑地面，將這些休閑地面用作綠化和休息場地，有利于美化環境，并帶來更充足的日照、采光和通風效果；從城市建設和管理的角度來看，建筑物向高空延伸，可以縮小城市的平面規模等等這些高層建筑的優點使其應用廣泛，所以本次設計為高層建筑。
1.2 建筑方案
本建筑的高寬比H/B小于5，抗震設防烈度為7度，所以選用框架結構體系�？蚣芙Y構體系一般用于鋼結構和鋼筋混凝土結構中，由梁和柱通過節點構成承載結構，框架形式可靈活布置建筑空間，使用較方便。
但是隨著建筑高度的增加，水平作用使得框架底部梁柱構件的彎矩和剪力顯著增加，從而導致梁柱截面尺寸和配筋量增加，到一定程度，將給建筑平面布置和空間處理帶來困難，影響建筑空間的正常使用，在材料用量和造價方面也趨于不合理。因此在使用上層數受到限制。
框架結構抗側剛度較小，在水平力作用下將產生較大的側向位移。由于框架構件截面較小，抗側剛度較小，在強震下結構整體位移都較大，容易發生震害。此外，非結構性破壞如填充墻、建筑裝修和設備管道等破壞較嚴重。因而其主要適用于非抗震區和層數較少的建筑。
建筑設計
建筑設計是在總體規劃的前提下，根據任務書的要求綜合考慮基地環境，使用功能，結構施工，材料設備，建筑經濟及建筑藝術等問題。著重解決建筑物內部各種使用功能和使用空間的合理安排，建筑與周圍環境，與各種外部條件的協調配合，內部和外表的藝術效果。各個細部的構造方式等。創造出既符合科學性又具有藝術的生產和生活環境。
建筑設計在整個工程設計中起著主導和先行的作用，除考慮上述各種要求以外，還應考慮建筑與結構，建筑與各種設備等相關技術的綜合協調，以及如何以更少的材料，勞動力，投資和時間來實現各種要求，使建筑物做到適用，經濟，堅固，美觀，這要求建筑師認真學習和貫徹建筑方針政策，正確學習掌握建筑標準，同時要具有廣泛的科學技術知識。
建筑設計包括總體設計和個體設計兩部分。
2.1 使用功能
2.1.1人體尺度
人體尺度及人活動所占的空間尺度是確定民用建筑內部各種空間尺度的主要依據。我國中等成年男子的平均身高為1670mm，女子為1560mm。
在建筑設計中，確定人們活動所需的活動空間，應照顧到不同的性別，年齡，身高的要求，對于不同情況按以下三種考慮：
⑴應按較高人體考慮空間尺度，應采用男子人體身高幅度的上限1740mm,另加鞋厚 20mm。
⑵應按較高人體考慮空間尺度，應采用女子人體平均身高1560mm,另加鞋厚 20mm。
�、且话憬ㄖ䞍仁褂每臻g的尺度應按照我國成年人的平均高度1670mm,及1560mm，另加鞋厚 20mm。
2.1.2家具、設備尺寸和使用他們所需的必要空間
房間內的家具設備的尺寸，以及人們使用他們所需的空間尺寸，加上必要的面積，基本上確定了房間內部空間尺寸的大小。
2.2 自然條件
2.2.1 氣象條件
建設地區的溫度、濕度、日照、雨雪、風向、風速等是建筑設計的重要依據，例如：炎熱地區的建筑應考慮隔熱、通風、遮陽、建筑處理較為開敞；在確定建筑物間距及朝向時，應考慮當地日照情況及主要風向等因素。
2.2.2 地形、地質及地震烈度
基地的地形，地質及地震烈度直接影響到房屋的平面組織結構選型、建筑構造處理及建筑體型設計等。
地震烈度，表示當發生地震時，地面及建筑物遭受破壞的程度。烈度在6度以下時，地震對建筑物影響較小，一般可不考慮抗震措施，9度以上地區，地震破壞力很大，一般應尺量避免在該地區建筑房屋，建筑物抗震設防的重點時7、8、9度地震烈度的地區。
2.2.3 水文
水文條件是指地下水位的高低及地下水的性質，直接影響到建筑物基礎及地下室。一般應根據地下水位的高低及底下水位性質確定是否在該地區建筑房屋或采用相應的防水和防腐措施。
2.3 技術要求
設計標準化是實現建筑工業化的前提。因為只有設計標準化，做到構件定型化，使構配件規格，類型少，才有利于大規模采用工廠生產及施工的機械化，從而提高建筑工業化的水平。
除此以外，建筑設計應遵照國家制定的標準，規范以及各地或各部門頒發的標準執行。如：建筑放火規范，采光設計標準，住宅設計規范等。
2.4 建筑設計文件的深度
根據國家城鄉建設環境保護部門批準試行的《建筑設計文件縮制深度》的規定，現將有關建筑施工圖設計文件的編制深度簡述如下：
2.4.1 圖紙目錄
先列新繪制的圖紙，后列選用的標準圖或重復利用圖。
2.4.2 首頁（包括設計說明）
�、� 施工圖設計依據。
�、� 本3項的相對標高雨總圖絕對標高的關系。
�、� 本3項的設計規模和建筑面積。
�、� 用料說明：室外用料作法，如基礎以上的墻體的磚標號，砂漿標號，墻身防潮層，地下室防水，屋面，外墻、勒腳、散水、臺階、斜坡等作法，可用文字說明或部分文字說明，部分直接在圖上引注或加注索引號。
⑸ 特殊要求的作法說明（如屏蔽、放火、防輻射、防塵、防震、防腐蝕、防爆等）。
⑹ 對采用新技術、新材料的作法說明。
�、� 門窗表。
2.4.3 平面圖
�、� 縱、橫墻，柱、墩，內外門窗位置及編號，門的開啟方向，房間名稱或編號。軸線編號等。
�、� 柱距（開間）、跨度（進深）尺寸、墻身厚度、柱、墩寬、深和軸線關系尺寸。
�、� 軸線間尺寸，門窗洞口尺寸，分段尺寸，外包尺寸。
�、� 伸縮縫、沉降縫、抗震縫等位置尺寸。
�、� 衛生器具、水池、臺、櫥、柜、隔斷位置。
�、� 電梯、樓梯位置及樓梯上下方向示意及主要尺寸。
�、� 地下室、地坑、地溝、各種平臺、閣樓、人孔、墻上留洞位置尺寸與標高，重要設備位置尺寸與標高等。
�、� 鐵軌位置，軌距和軸線關系尺寸，吊車型號、噸位、跨距、行駛范圍、吊車梯位置，天窗位置及范圍。
�、� 陽臺、雨蓬、踏步、斜坡、散水、通氣豎管、管線、豎井 、煙囪、垃圾道，消防梯，雨水管位置及尺寸。
�、� 室內外地面標高，設計標高、樓層標高（地層地面為±0.000）。
�、� 剖切線及編號（一般只注在底層平面）。
�、� 有關平面墻上節點祥圖或祥圖索引號。
�、� 指北針（畫在底層平面，盡量取上北下南）。
�、� 平面圖尺寸和軸線。如系對稱平面可省略重復部分尺寸，樓層平面除開間跨度等主要尺寸及軸線號外與底層相同的尺寸可省略。樓層標準層可共用亦平面，但需注明層次及標高。
⒂ 根據工程性質及復雜程度，可繪制夾層平面圖、高窗平面圖、平頂、留洞等局部放大平面圖。
�、� 建筑平面圖長度較大，可采用分段繪制，并在每各分段平面的右側繪出整個建筑外輪廓的縮小平面，表示出該段所在部位。
�、� 屋面平面圖可適當縮小比例繪制，一般內容有：墻、檐口、檐溝、坡向、坡度、落水口、屋脊（分水線）、變形縫、樓梯間、水箱間、電梯間、天窗、屋面上人孔、室外消防樓梯及其它構筑物、祥圖索引號等。
2.4.4 立面圖
各個方向的立面應繪全，但差異極小，不難推定的立面可以省略，對于內部院落的局部立面，也可附帶在相關剖面圖上表示，圖剖面圖未能完全表示時，則需要單獨繪出。
�、� 建筑物兩端及分段軸線編號。
�、� 女兒墻頂、檐口、柱、伸縮縫、沉降縫、抗震縫、室外扶梯和消防梯、陽臺、欄桿、臺階、踏步、花臺、雨蓬、線條、勒腳、洞口、門、窗、門口、雨水管、其他裝飾構件和粉刷分格線示意圖等；外墻的留洞應注尺寸與標高（寬×高×深及關系尺寸）。
⑶ 門窗可適當典型示范一些具體形式與分格。在平面圖上表示不出的窗編號，應在立面圖上標注，平、剖面圖未表示出來的窗臺高度，應在立面圖上分別注明。
�、� 各部分構造、裝飾節點祥圖索引、用料名稱或符號。
2.4.5 剖面圖
剖面圖應選在有樓梯、層高不同、層數不同、內外空間比較復雜，最有代表型的部位，必須充分表達清楚。如局部情況有不同，可繪制局部剖面。
⑴ 墻、柱、軸線、軸線編號，并標注其間距尺寸。
�、� 室外地面，地層地（樓）面、地坑、地溝、各層樓板、平頂、屋架、屋頂、出屋頂煙囪、天窗、擋風板、消防梯、檐口、女兒墻、門窗、吊車、吊車架、走道板、梁、鐵軌、樓梯、臺階、坡道、散水、防潮層、平臺、陽臺、雨蓬、留洞、墻裙、踢腳板、雨水管及其他裝修等能見的內容。
�、� 高度尺寸。外部尺寸門、窗、洞口（包括洞口上頂和窗臺）高度、層間高度、總高度（室外地面至檐口或女兒墻頂）。內部尺寸地坑深度、隔斷、留洞口、平臺，墻裙等。
�、� 標高。底層地面標高（±0.000）、以上各層樓面平臺標高、屋面檐口、女兒墻頂、煙囪頂標高、高出屋面的水箱間、樓梯間、電梯機房頂部標高、室外地面標高、底層以下地下各層標高。
�、� 節點構造祥圖索引號。
2.4.6 地溝平面圖
供水、暖、電氣管線的地溝比較簡單、內容較少、不致影響建筑平面圖的清晰程度時可附帶繪于建筑平面圖上，否則必須單獨繪制地溝平面圖。
⑴ 描繪建筑平面的墻柱、門洞、主要軸線、軸線編號。
�、� 地溝祥圖需注明溝體平面內凈寬度、溝底標高、坡度、坡向。采用通用圖節點時，需標注索引號，若地溝蓋板型號較多者，應做地溝蓋板及過梁統計明細表。
2.4.7 詳圖
當上列圖紙對有些布局構造、藝術裝飾處理未能表示清楚時。應分別繪制祥圖。祥圖應構造合理，用料作法相宜，位置尺寸準確，交代清楚，方便施工，并編號注明比例，注意與祥圖索引號一致，需要時，對特殊節點繪1：1祥圖。
2.4.8 計算工作
有關采光、視線、音響、防護等建筑物理方面的計算數，應作為技術文件歸檔，不外發。
2.5 建筑構造
2.5.1 基礎
A 基礎的定義
在建筑工程中，建筑物與土層直接接觸的部分稱為基礎；支撐建筑物重量的土層叫地基。基礎是建筑物的組成部分，它承受者建筑物的全部荷載，并將它們傳給地基，而地基則不是建筑物的一部分，它只是承受建筑物荷載的土壤層。
B 基礎的埋深
室外設計地面至基礎底面的垂直距離稱為基礎的埋置深度，簡稱基礎的埋深。建筑物上部結構荷載的大小，地基土質好壞地下水位的高低，以及土壤冰凍深度等均影響基礎的埋深。
一般要求基礎埋置深度的不同，有深基礎，淺基礎荷部埋基礎之分。
C 樁基礎的適用范圍
a 天然地基土質軟弱
若遇天然地基土質軟弱，設計天然地基淺基礎部滿足地基強度或變形的要求，或采用人工加固處理地基不經濟或時間不允許時，則可以 采用樁基礎。
B 高層建筑
高層建筑：尤其超高層建筑設計的一個重要問題是，必須滿足地基基礎穩定性要求。在地震區，基礎埋置深度d(不應小于建筑物高度的1/16，采用淺基礎，難以滿足要求，只能用樁基礎。
2.5.2 墻
根據墻體平面上縮處位置的不同，有內墻和外墻之分，外墻又稱圍護墻，內墻主要是分隔；內墻主要是分隔房間之用；凡沿建筑物段軸方向布置的墻稱為橫墻，橫向外墻稱山墻，沿建筑物長軸方向布置的墻稱為縱墻，縱墻有內縱墻和外縱墻之分；在一片墻上，窗與窗或窗與門之間的墻稱為窗間墻；窗間下部的墻稱為下墻又稱窗肚墻。
非承重的隔墻的內墻通常稱為隔墻，主要功能是分隔房間。作為隔墻，要求也具有自重輕，隔聲及放火等性能。
砌塊隔墻常采用粉煤灰及硅酸鹽，加氣混凝土，混凝土或水泥煤渣空心砌塊等砌筑。墻厚由砌塊尺寸而定，由于墻體穩定性較差，亦需對墻身進行加固處理，通常沿墻身豎向和橫向配以鋼筋。
2.5.3 墻面裝修
本工程采用水刷石飾面。
構造及材料配合比1、15厚1：3水泥砂漿打成，2、10厚1：1、2—1、4水泥石渣抹面。
主要特點及操作要點：材料質感粗，耐久性號，裝飾效果佳。施工時，面層用鐵抹子壓平，待到七成干燥時，用棕刷子粘水洗去表面的水泥漿，使石渣外露骨3左右。
注：當面層用白水泥，并加入水泥量5%的顏色后，即成彩色水刷石。
2.5.4 樓板層與地面
樓板層是多層建筑樓層間的水平分隔構件，它一方面承受著樓板層上的全部靜、活荷載，并將這些荷載連同自重傳給墻或柱；另一方面還對墻體起著水平支撐作用。幫助墻體抵抗由于風或地震等所產生的水平力，以增強建筑物的整體剛度。
作為樓板層，還應未人們提供一個美好而舒適的環境，此外，建筑物重的各種水平設備官線，也都安裝載樓板層內。
2.5.4.1 樓板層的設計要求
為了保證樓板層的結構安全和正常使用，樓板層的設計有如下要求：
從結構上考慮，樓板層必須具有足夠的強度，以確保安全；同時，還應有足夠的剛度，使其在荷載作用下的彎曲撓度不超過許可范圍。剛度以撓度來控制，通�，F澆混凝土的撓度F<l/250l/350。
設計樓板層時，根據不同的使用要求，要考慮隔聲，防水，防火等問題。
在多層或高層建筑中，樓板結構占相當大的比重，要求在樓板層設計時，盡量為建筑工業化創造有利條件
多層建筑中，樓板層的造價約占建筑造價的20-30%,因此，在樓板層設計時，應力求經濟合理。
2.5.4.2 樓板層的做法
樓板層的做法：
瓷磚地面
找平層水泥砂漿20mm厚
混凝土板120mm厚
石灰砂漿粉刷20mm厚
2.5.4.3 地面構造
地面構造為：
水磨石地面
80厚鋼筋混凝土整澆層
80厚C10級混凝土
吊頂或粉底
2.5.4.4 屋面做法
屋面做法為：
二氈三油防水層
冷底子油瑪蹄脂二道
20mm厚保溫層水泥蛭石
20mm厚水泥砂漿找平層
80mm厚鋼筋混凝土整澆層
吊頂或粉底
2.5.5 踢腳線
其重要功能是保護墻面，防止墻面因受外界的碰撞損壞，或在清洗地面時，臟污墻面。
踢腳線的高度取100mm為施工方便和與地面協調起見，踢腳線的材料基本上與地面材料一致。
2.5.6 雨蓬
雨蓬是建筑物入口處位于外門上部用以遮擋雨水，保護外門免受雨水侵害的水平構件，采用混凝土懸臂板
懸挑長度：大門約為1.8m 側門約為1.0m
雨蓬的板面梁作防水砂漿抹面，厚20 mm，為了防止雨水沿墻邊滲入墻面，除盡量將過梁或圈梁與雨蓬整澆在一起并作在板的上部外，尚須將防水砂漿抹面沿墻身粉刷到雨蓬面上 200 mm 處，以形成泛水。
2.5.7 樓梯
本工程采用現澆鋼筋混凝土板式樓梯，開間4.2m,進深8.4m。
樓板段作為一塊整板，斜擱在梯段的平臺梁上，梯段跨度為3.6。踏步300mm,踏高150mm。
欄桿采用鋼管，扶手采用木扶手。
2.5.8 臺階
室外臺階的平臺與室內地坪的高差為50mm,表面內外稍微傾斜，以免雨水流向室內。
2.5.9 電梯
電梯由轎箱，電梯井道及運載設備等三部分組成構成：電梯轎箱應造型美觀，經久耐用，轎箱采用金屬框架結構，內部用光潔有色鋼板壁或有色鋼板壁面，花格鋼板地面，螢光燈局部照明以及不銹鋼，操縱板。入口處則采用鋼材或堅硬鋁材制成的電梯門檻。
電梯井道設計必須考慮防火要求，井道四周，應為防火結構，同時當井道內超過兩部電梯時，需用防火圍護結構予以隔開。
2.5.10 屋頂
2.5.10.1 屋頂設計要求
屋頂設計要求應從功能、結構、建筑藝術三方面考慮。
�、� 功能要求
屋頂是建筑物的維護結構，應能抵抗自然界各種惡劣環境的影響。首先是能抵抗風雪雨霜的侵襲，其中雨水對雨水的威脅最大，故防水是屋頂設計的核心。在房屋建筑中，屋頂漏水非常普通，其中原因是多方面的。
�、� 結構要求
屋頂不僅是房屋的維護結構，也是房屋的承重結構。所以屋頂結構應有足夠的強度和剛度，作到安全可靠，并因防止因結構變形防水開裂漏水。
⑶ 建筑藝術要求
屋頂的形式對建筑的造型有重要的影響。變化多樣的屋頂外形，裝修精美的屋頂細部，是傳統建筑的重要特征之一。在現代建筑中，如何處理好屋頂和細部也是設計不可忽視的重要內容。
2.5.10.2 排水方式
采用無組織排水，排水方案為女兒墻外排水。
3 結構計算說明
本建筑的結構設計采用的是鋼筋混凝土結構，因為鋼筋混凝土結構有以下的一些優點：
第一：合理的利用了鋼筋和混凝土兩種材料的受力性能特點，可以形成強度較高、剛度較大的結構構件。這些構件在有些情況下可以用來代替鋼構件，因而能夠節約剛材，降低造價。
第二：耐久性和耐火性較好，維護費用低。
第三：可模性好，結構造型靈活，可以根據使用需要澆注成各種形狀的結構。
第四：現澆鋼筋混凝土結構的整體性好，又具備必要的延性，適于用作抗震結構；同時它的防震性和防輻射性也好，亦適于用作防護結構。
第五：混凝土中占比例較大的砂、石材料便于就地取材。
因為鋼筋混凝土具有這些特點，所以在建筑結構、地下結構、橋梁、隧道、鐵路等土木工程中得到廣泛應用�；炷烈猿蔀楫斀袷澜缟嫌昧孔畲蟮慕ㄖ牧�。但是，鋼筋混凝土也存在一些缺點，如自重過大，抗裂性能較差，隔熱隔聲性能不好，澆注混凝土時需要模板和支撐，戶外施工受到季節條件限制，補強修復比較困難。這些缺點在一定程度上限制了鋼筋混凝土的應用范圍。隨著科學技術的發展，鋼筋混凝土的這些缺點正在逐步的得到克服和改善。所以考慮到本建筑的層高不是很高，所以通過提高混凝土的強度來改善混凝土的這些缺點。
框架結構體系一般用于鋼結構和鋼筋混凝土結構中，由梁和柱通過節點構成承載結構，框架形式可靈活布置建筑空間，使用較方便。
但是隨著建筑高度的增加，水平作用使得框架底部梁柱構件的彎矩和剪力顯著增加，從而導致梁柱截面尺寸和配筋量增加，到一定程度，將給建筑平面布置和空間處理帶來困難，影響建筑空間的正常使用，在材料用量和造價方面也趨于不合理。因此在使用上層數受到限制，正是因為本設計采用的是小高層，建筑的高寬比H/B小于5，抗震設防烈度為7度，建筑高度小于55m，所以選用框架結構體系。
3.1 框架結構設計
3.1.1 工程概況
該商業寫字樓為七層鋼筋混凝土框架結構體系，建筑面積約6408m2，建筑平面為一字形，受場地限制，寬度為15.6m,長度為58.1m。建筑方案確定，房間開間為4.8m，進深為6.6m，走廊寬度2.4m。層高均為為3.6m，室內外高差0.45m�？蚣芰褐鞍寰鶠楝F澆，框架平面柱網布置如圖1所示：
圖1 框架平面柱網布置
3.1.2 設計資料
�、� 氣溫：冬季室外計算溫度過-10o,凍土深度40cm，夏季室外計算溫度+33oC。
�、� 年降雨量700cm。
⑶ 擬建地段勢平坦，地層分布較為規律，地基承載力按120~140KN/m2計，持力層為輕亞粘土。
�、� 夏季主導風向為南風，風速2.8m/s，冬季主導風向為西北風，風速為3.5m/s。
�、裳┹d：最大積雪厚度為20cm，0.25KN/m。
�、� 地下水位：常年地下水位深約7m左右，水質對混凝土無浸蝕。
�、嗽O計烈度按6度，結構按7度設計。
�、� 屋面及樓面做法
屋面做法：
二氈三油防水層；
冷底子油熱瑪蹄脂二道；
200厚水泥卵石保溫層；
20mm厚水泥砂漿找平層；
40厚鋼筋混凝土整澆層；
預應力混凝土多孔板；
粉底（或吊頂）
樓面做法：
水磨石地面；
50mm厚鋼筋混凝土整澆層；
預應力混凝土多孔板；
粉底（或吊頂）
�、� 材料：混凝土強度等級為C25，縱筋Ⅱ級，箍筋Ⅰ級。
3.2 框架結構設計計算
3.2.1 梁柱截面、梁跨度及柱子高度的確定
3.2.1.1 初估截面尺寸：
柱子：1～5層柱截面尺寸相同，均采用截面：
b×h=450mm×450mm
6、7層柱截面尺寸相同，均采用截面：
b×h=400mm×400mm
梁：梁編號見圖2。
框架梁截面的確定：
L1:b×h=250mm×600mm L2:b×h=250mm×400mm
L3:b×h=250mm×600mm L4:b×h=250mm×450mm
圖中括號內為底層梁編號，括號外為其他層梁編號。若只有一個編號，表示底層與其他層梁相同。
圖2 梁的編號
3.2.1.2 梁的計算跨度:
框架梁的計算跨度以柱形心線為準，由于建筑軸線與墻軸線重合，故建筑軸線與結構計算跨度不同，如圖3所示：
圖3 梁的計算跨度
3.2.1.3 柱高度
底層柱高度h=3.6m+0.45m+0.5m=4.55m，其中3.6m為底層高，0.45m為室內外高差，0.5m為基礎頂面至室外地坪的高度。其他層柱高等于層
高，即為3.6m。由此得框架計算簡圖及柱編號如圖4所示：
圖4 框架計算簡圖及柱編號
3.3 荷載計算
3.3.1 屋面均布恒載：
按屋面做法逐項計算均布荷載：
二氈三油防水層 0.35kN/㎡
冷底子油熱馬蹄脂二道 0.05KN/㎡
200mm厚水泥卵石保溫層 0.2×6.5=1.3kN/㎡
20厚水泥砂漿找平層 0.02×20=0.4kN/㎡
40厚鋼筋混凝土整澆層 0.04×25=1.0kN/㎡
預應力混凝土多孔板 0.12×25=3.0kN/㎡
共計 5.5kN/㎡
屋面恒載標準值：
(8×4.8+0.24) ×(6.6×2+2.4++0.24)×5.5=3366kN
3.3.2 樓面均布恒載
按樓面做法逐項計算:
水磨石地面 0.65kN/㎡50厚鋼筋混凝土整澆層 0.05×25=1.25kN/㎡
預應力混凝土多孔板 1.9kN/㎡
吊頂或粉底 0.5kN/㎡
共計 4.3kN/㎡樓面恒載標準值：
(8×2.4+0.24)×(6.6×2+2.4+0.24)×4.3=2632kN
3.3.3 屋面均布活載
計算重力荷載代表值時，要考慮雪荷載和施工荷載。
雪荷載標準值為：
0.2×(8×4.8+0.24)×(6.6×2+2.4+0.24)=122kN
3.3.4 樓面均布活載：
樓面均布活載對于辦公樓一般房間為1.5kN/㎡，會議室、走廊、樓梯、門廳等為2kN/㎡。為了方便計算，統一取為2kN/㎡。
樓面均布活載標準值為：
2.0×(8×4.8+0.24)×(6.6×2+2.4+0.24)=1224kN
3.3.5 梁柱自重（包括梁側、梁底、柱抹灰重量）
梁側、梁底抹灰，柱四周抹灰，近似按加大梁寬及柱寬計算來考慮，計算見表1。
3.3.6 墻體自重：
墻體均為240厚，兩面抹灰，近似按加厚墻體考慮抹灰重量。
單位面積上墻體重量為： （0.24+0.04）×19=5.22kN/㎡
墻體自重計算見表2。
表1 梁柱自重
梁（柱）
編號截面
b×h（㎡）長度l （ｍ）根數每根重量
�。↘N）
L10.25×0.66.4418×7=126(0.25+0.04)×0.6×6.44×25=28.01
L20.25×0.42.169×7=63(0.25+0.04)×0.4×2.16×25=6.26
L30.25×0.64.308×4=32(0.25+0.04)×0.6×4.30×25=18.71
L40.25×0.454.308×4×6=192(0.25+0.04)×0.45×4.30×25=14.03
Z10.45×0.454.559×4=36(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×4.55
×25=27.31
Z20.45×0.453.69×4×4=144(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×3.6
×25=21.61
Z30.40×0.403.69×4×2=72(0.40+0.04)×(0.40+0.04)×3.6
×25=17.42
表2 墻體自重
墻體每片面積（m2）片數重量（kN）
底層縱墻4.35×3.95282560
底層橫墻6.04×3.95131650
其他層縱墻4.35×3.15322333
其他層橫墻6.04×3111060
3.4 荷載分層總匯
頂層重力荷載代表值包括：
屋面恒載+50%活載+縱橫梁自重+半層柱自重+半層墻體自重
其它層重力荷載代表值：
樓面恒載+50%樓面均布活載+縱橫梁自重+樓面上下各半層的柱及縱橫墻體自重。
將前述分項荷載相加，得集中于各層樓面的重力荷載代表值如下：
第七層： G7=3366+122×50%+1009.5+314+1697=6447.5KN
第六層： G6=2632+1224×50%+1009.5+627+3393=8273.5KN
第五層： G5=2632+1224×50%+1009.5+786+3393=8432.5KN
第四層： G4=2632+1224×50%+1009.5+945+3393=8592KN
第三層： G3=8592KN
第二層： G2=8592KN
第一層： G1=2632+1224×50%+1159.2+1069+4210=9682KN
建筑物總重力荷載代表值：為：
6447.5+8273.5+8432.5+8592×3+9682=58612kN
質點重力荷載值見圖5。
圖5 質點重力荷載值
3.5 水平地震力作用下框架側移計算
3.5.1 橫梁線剛度：
采用混凝土C25， =2.8×107kN/㎡
在框架結構中，有現澆樓面或預制板樓面。但是有現澆板的樓面，可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側移。為考慮這一有利作用，在計算梁的截面慣性矩時，對現澆樓面的邊框架取=1.5（為梁的截面慣性矩）；對中框架取=2.0。若為裝配樓板，帶現澆層的樓面，則邊框架梁取=1.2，對中框架取=1.5。
橫梁線剛度計算結果見表3。
表3 橫梁線剛度
梁號
截面
�。īO）跨度
�。╩）慣性矩
�。╩4）邊框架梁中框架梁
=
（m4）
�。╧N·m）=
（m4）
�。╧N·m）
0.25×0.66.444.5×10-36.75×10-33.14×1049×10-34.19×104
0.25×0.42.561.3×10-31.95×10-32.71×1042.6×10-33.61×104
0.25×0.64.354.5×10-36.75×10-34.66×1049×10-36.21×104
0.25×0.454.351.9×10-32.85×10-31.97×1043.8×10-32.62×104
3.5.2橫向框架柱的側移剛度D值
柱線剛度列于表4，橫向框架柱側移剛度D值計算列于表5。
表4 柱線剛度
柱號
截面
�。īO）柱高度h
�。╩）慣性矩線剛度
�。╩4）（kN·m）
0.45×0.454.553.42×10-32.25×104
0.45×0.453.63.42×10-32.85×104
0.40×0.403.62.13×10-31.78×104
表5 橫向框架柱側移剛度D值計算
項目
柱類型
層根數
底
層邊框架邊柱0.5673034
邊框架中柱0.6787384
中框架邊柱0.61795614
中框架中柱0.73952114
308842
續表5
二
三
四
五
層邊框架邊柱0.35593684
邊框架中柱0.506133534
中框架邊柱0.4241525314
中框架中柱0.5781525314
461072
六
七
層邊框架邊柱0.46877134
邊框架中柱0.622102514
中框架邊柱0.540890014
中框架中柱0.6871132314
354978
3.5.3 橫向框架自振周期
按頂點位移法計算框架的自振周期
頂點位移法是求結構基本頻率的一種近似方法。將結構按質量分布情況簡化為無限質點的懸臂直桿，導出以直桿頂點位移表示的基頻公式。這樣，只要求出結構的頂點水平位移，就可以按下式求得結構的基本周期：
式中：
——基本周期調整系數。考慮填充墻使框架自振周期減少的影響，取0.6。
——框架的頂點位移。在未求出框架的周期前，無法求出框架的
地震力及位移，是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假象框架頂點位移。然后由求出，再用求出框架結構的底部剪力。進而求出框架各層剪力和結構真正的位移。橫向框架頂點位移計算見表6。
表6 橫向框架頂點位移
層次（kN）（kN）（kN/m）層間相對位移
76447.564483549780.01820.5642
68273.5147213549780.04150.5460
58432.5231544610720.05020.5045
48592317464610720.06890.4543
38592403384610720.08950.3854
28592489304610720.10610.2959
19682586123088420.18980.1898
=1.7×0.6=0.766（s）
3.5.4橫向地震作用計算
在Ⅱ類場地，7度設防區，設計地震分組為第二組情況下：
結構的特征周期和水平地震影響系數最大值（7度，多遇地震）為：
=0.03s =0.08
由于=0.766＞1.4=1.4×0.3=0.42（s），應考慮頂點附加地震作用。
按底部剪力法求得的基底剪力，若按
分配給各層，則水平地震作用呈倒三角形分布。對一般層，這種分布基本符合實際。但對結構上部，水平作用小于按時程分析法和振型分解法求得的結果，特別對于周期比較長的結構相差更大。地震的宏觀震害也表明，結構上部往往震害很嚴重。因此，即頂部附加地震作用系數考慮頂部地震力的加大�？紤]了結構周期和場地的影響。且修正后的剪力分布與實際更加吻合。
=0.08 +0.01=0.08×0.766+0.01=0.071
結構橫向總水平地震作用標準值：
=（）0.9××0.85
=（）0.9×0.08×0.085×58612=1561kN
頂點附加水平地震作用：
==0.071×1561=111kN
各層橫向地震剪力計算見表7，表中
表7 各層橫向地震作用及樓層地震剪力
層次
�。╩）
（m）
�。╧N）
（kN）
�。╧N）
�。╧N）
73.626.1564481686150.196395.23395.23
63.622.5582741865790.216313.24708.47
53.618.9584331598050.185268.28976.75
43.615.3585921318870.153221.881198.63
33.611.7585921009560.117169.671368.3
23.68.158592700250.081117.461485.76
14.554.559682440530.05173.961559.72
注：表中第7層中加入了，其中 =111kN。
橫向框架各層水平地震作用和地震剪力見圖6。
3.5.5 橫向框架抗震變形驗算
多遇地震作用下，層間彈性位移驗算見表8。
(a) (b)
(a)水平地震作用 (b)地震剪力
圖6 橫向框架各層水平地震作及地震剪力
表8 橫向變形驗算
層次層間剪力
�。╧N）層間剛度
�。╧N）層間位移
�。╩）層高
�。╩）層間相對彈性轉角
7395.23354978 1113.61/3243
6708.47354978 2003.61/1800
5976.75461072 2123.61/1698
41198.63461072 2603.61/1385
31368.3461072 3003.61/1200
21485.76461072 3223.61/1118
11559.72461072 5055.151/901
注：層間彈性相對轉角均滿足要求＜[]=1/450，（若考慮填充墻抗力作用為1/550）。
3.6 水平地震作用下橫向框架的內力分析
本設計取軸線②上的橫向框架為KJ—1代表進行計算，柱端彎矩KJ—1計算，詳見表9。地震作用下框架梁端彎矩，梁端剪力及柱軸力計算見表10，結果見圖7、圖8。
圖7 地震作用下框架梁柱彎矩圖（單位：kN·m）
圖8 地震作用下框架梁端剪力及柱軸力（KN）
層
次層高
hi(m)層間
剪力
Vi(kN)層間
剛度
Di(kN)B軸柱（中柱）
Dim
(kN)Vim
(kN)y
(m)
M上
(kN·m)M下
(kN·m)
73.6385.2335497811323134.380.4535.7425.74
63.6708.4735497811323234.380.5041.441.4
53.6976.7546107215253322.740.5062.9757.6
43.61198.6346107215253402.740.5075.2472
33.61368.346107215253452.740.5083.1181
23.61485.7646107215253492.740.5089.6688.2
14.551559.723088429521483.470.55120.81120.12
表9 軸線②橫向框架KJ-2柱端彎矩計算
注：表中y=y0+y1+y2,3； Vim= ViDim/Di； M下= Vim yihi； M上= Vim( 1-yi )hi
層
次層高
hi(m)層間
剪力
Vi(kN)層間
剛度
Di(kN)D軸柱（邊柱）
Dim
(kN)Vim
(kN)y
(m)
M上
(kN·m)M下
(kN·m)
73.6
385.233549788900102.350.4519.816.2
63.6
708.473549788900182.350.4734.3430.46
53.6
976.7546107211189251.470.4747.742.3
43.6
1198.6346107211189301.470.4757.2450.76
33.6
1368.346107211189351.470.506363
23.6
1485.7646107211189381.470.5068.468.4
14.55
1559.723088427956401.860.5581.9100.1
表9 軸線②橫向框架KJ-2柱端彎矩計算
表10 地震力作用下框架梁端彎矩、梁端剪力及柱軸力
注：表中y=y0+y1+y2,3； Vim= ViDim/Di； M下= Vim yihi； M上= Vim( 1-yi )hi
層次AB跨BC柱軸力
L
(m)M左(KN·m)M右
(KN·m)Vb
(KN)L
(m)M左
(KN·m)M右
(KN·m)Vb
(KN)NA
(KN)NB
(KN)
76.44
19.819.26.062.5616.5416.5412.92-6.06-6.86
66.44
50.5433.5513.062.5628.9128.9122.59-19.12-16.39
56.44
78.1653.2320.402.5645.8745.8735.84-39.52-31.83
46.44
99.5369.6226.272.5659.9859.9846.86-65.79-52.42
36.44
113.7682.1930.432.5670.8170.8155.32-96.22-77.31
26.44
131.485.5233.682.5673.6873.6857.56-129.9-101.19
1
6.44150.3100.1738.892.5686.3186.3167.43-168.79-129.73
3.7 豎向荷載作用下橫向框架的內力分析
仍�、谳S線上的中框架計算分析。
3.7.1 荷載計算
圖9 屋（樓）面板支承梁的荷載
經判斷知該設計中的屋（樓）面板均為雙向板，屋面均布恒載及活載均為梯形分布及三角形分布傳給梁，計算如下：
第7層梁的均布線荷載
跨：
屋面均布恒載傳給梁 5.5×4.8×0.8=21.12kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m
恒載： 25.47kN/m
跨：
屋面均布恒載傳給梁 5.5×2.4×0.625=8.25kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m
恒載： 11.15kN/m
第7層活荷載：
跨： 1.5×4.8×0.8=5.76 kN/m
跨： 1.5×2.4×0.625=2.25kN/m
第6層梁的均布線荷載
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m
恒載： 20.86kN/m
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m
恒載： 9.35kN/m
第6層活荷載：
跨： 2×4.8×0.8=7.68 kN/m
跨： 2×2.4×0.625=3.0kN/m
第6層集中荷載：
梁傳荷載：
0.625kN
縱梁自重（包括抹灰）： 0.29×0.45×4.8×25=10.44kN
縱墻自重： 0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN
柱自重： 0.44×0.44×3.6×25=17.42kN
總計： 154.85kN
第2、3、4、5層梁均布線荷載
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m
恒載： 20.86kN/m
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m
恒載： 9.35kN/m
第2、3、4、5層活荷載：
跨： 2×4.8×0.8=7.68 kN/m
跨： 2×2.4×0.625=3.0kN/m
第2、3、4、5層集中荷載：
梁傳荷載：
0.625kN
縱梁自重（包括抹灰）： 0.29×0.45×4.8×25=10.44kN
縱墻自重： 0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN
柱自重（包括抹灰）： 0.49×0.49×3.6×25=21.61kN/m
總計： 159.04kN
第1層梁的均布線荷載
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m
恒載： 20.86kN/m
跨：
屋面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m
橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m
恒載： 9.35kN/m
第6層活荷載：
跨： 2×4.8×0.8=7.68 kN/m
跨： 2×2.4×0.625=3.0kN/m
第6層集中荷載：
梁傳荷載：
0.625kN
縱梁自重（包括抹灰）： 0.29×0.60×4.8×25=20.88kN
縱墻自重： 0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN
柱自重： 0.49×0.49×3.6×25=21.61kN
總計： 164.26kN
中框架恒載及活荷載見圖10、圖11
3.7.2 用彎矩分配法計算框架彎矩
豎向荷載作用下框架的內力分析，除活荷載較大的工業廠房外，對一般的工業與民用建筑可以不考慮活荷載的不利布置。這樣求得的框架內力，梁跨中彎矩較考慮活荷載不利布置法求得的彎矩偏低，但當活荷載在總荷載比例較小時，其影響很小，若活載占總荷載例較大，可在截面配筋時，將跨中彎矩乘1.1～1.2的放大系數予以調整。
A 固端彎矩計算：
將框架視為兩端固定梁，計算固端彎矩。
計算結果見表11：
圖10 框架豎向荷載示意（恒載示意）
圖11 框架豎向荷載示意（活載示意）
表11 固端彎矩計算
B 分配系數計算：見圖9，圖10；
考慮框架對稱性，取半框架計算，半框架的梁柱線剛度如圖12所示。切斷的橫梁線剛度為原來的一倍，分配系數按與節點連接的各桿的轉動剛度比值計算。
A柱頂層節點：
其他層的分配系數見圖13、圖14
圖12 半框架梁柱線剛度示意（KN.m）
圖13 恒載彎矩分配表（KN.m）
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
00.2980.7020.5390.2290.232
-88.03 88.03
-6.09
26.23 61.80 -44.17 -18.76 -19.01
8.29 -22.08 30.90
-6.23
4.11 9.68 -13.30 -5.65 -5.72
-0.66 -6.65 4.84
-0.39
2.18 5.13 0.21 0.09 0.09
40.15 -40.15 66.52 -30.94 -30.73
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.230.230.540.4380.1860.1860.189
-72.0972.09 -5.11
16.5816.5838.93-29.34-12.46-12.46-12.66
13.127.28-14.6719.46-9.38-5.89
-1.32-1.32-3.09-1.83-0.78-0.78-0.79
2.06-0.55-0.92-1.55-2.82-0.24
-0.13-0.13-0.322.020.860.860.87
30.3021.86-52.1660.86-24.59-18.51-17.69
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17
-72.0972.09 -5.11
14.5623.2934.24-26.39-11.79-17.95-11.39
8.2910.38-13.2017.12-6.23-8.17
-1.11-1.77-2.60-1.07-0.48-0.73-0.46
-0.66-1.44-0.54-1.30-0.390.23
0.530.851.250.580.260.390.25
21.6231.30-52.9361.03-18.63-26.23-16.71
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-72.0972.09 -5.11
20.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.31
11.6410.38-11.9915.28-8.98-8.17
-2.89-2.89-4.250.670.450.450.29
-0.88-1.260.33-2.13-0.360.13
0.520.520.770.850.580.580.36
29.1527.51-56.6662.78-24.65-23.35-14.77
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-72.0972.09 -5.11
20.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.31
10.3810.38-11.9915.28-8.17-8.17
-2.53-2.53-3.720.380.260.260.16
-1.44-1.360.19-1.860.230.18
0.750.751.110.520.350.350.22
27.9328.01-55.9362.43-23.67-23.72-15.04
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-72.0972.09 -5.11
20.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.31
10.3811.07-11.9915.28-8.17-8.61
-2.72-2.72-4.010.540.360.360.23
-1.260.350.27-2.000.13-1.04
0.190.190.271.040.710.710.45
27.3429.64-56.9862.97-23.31-24.91-14.75
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163
-72.0972.09-5.11
22.1317.4532.51-25.32-17.21-13.60-10.92
10.38 -12.6616.26-8.17
0.700.551.03-3.06-2.08-1.64-1.32
-1.36 -1.530.510.18
0.890.701.30-0.26-0.18-0.14-0.11
32.7418.70-51.4360.22-27.46-15.38-17.46
9.35-7.69
圖14 活載彎矩分配圖（KN.m）
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
00.2980.7020.53900.2290.232
-19.91 19.91 -1.23
5.93 13.98 -10.07 -4.28 -4.33
3.05 -5.03 6.99 -2.32
0.59 1.39 -2.52 -1.07 -1.08
-0.02 -1.26 0.70 -0.26
0.38 0.90 0.14 0.06 0.06
9.94 -9.94 15.15 -7.87 -6.59
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.230.230.540.4380.1860.1860.189
-26.5426.54 -1.64
6.106.1014.33-10.91-4.63-4.63-4.71
2.972.68-5.457.17-2.14-2.19
-0.04-0.04-0.10-1.24-0.53-0.53-0.54
0.30-0.20-0.62-0.05-0.54-0.08
0.120.120.280.290.120.120.13
9.448.66-18.1021.80-7.71-7.31-6.76
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17
-26.5426.54 -1.64
5.368.5712.61-9.81-4.38-6.67-4.23
3.053.82-4.916.30-2.32-3.04
-0.40-0.64-0.94-0.37-0.17-0.25-0.16
-0.02-0.53-0.19-0.47-0.260.09
0.150.240.350.250.110.170.11
8.1411.47-19.6122.44-7.02-9.70-5.93
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-26.5426.54 -1.64
7.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.83
4.293.82-4.465.63-3.34-3.04
-1.05-1.05-1.550.270.180.180.12
-0.32-0.460.13-0.77-0.130.05
0.190.190.270.300.210.210.13
10.7510.14-20.8923.05-9.15-8.67-5.23
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-26.5426.54 -1.64
7.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.83
3.823.82-4.465.63-3.04-3.04
-0.92-0.92-1.350.160.110.110.07
-0.53-0.500.08-0.680.090.07
0.270.270.400.180.120.120.08
10.2910.32-20.6222.92-8.79-8.80-5.33
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154
-26.5426.54 -1.64
7.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.83
3.824.07-4.465.63-3.04-3.20
-0.99-0.99-1.460.220.150.150.09
-0.460.140.11-0.730.05-0.38
0.060.060.090.380.260.260.16
10.0810.92-21.0023.12-8.65-9.25-5.22
上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁
0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163
-26.5426.54 -1.64
8.156.42-9.41-6.40-5.05-4.06
3.82 -4.715.98-3.04
0.270.210.40-1.11-0.76-0.60-0.48
-0.50 -0.560.200.07
0.320.250.47-0.10-0.07-0.06-0.04
12.076.89-18.9622.09-10.19-5.71-6.22
3.45-2.85
C 傳遞系數：
遠端固定，傳遞系數為1/2； 遠端滑動鉸支，傳遞系數為-1。
D 彎矩分配：
恒荷載作用下，框架的彎矩分配計算見圖13，框架的彎矩圖見圖14；活荷載作用下，框架的彎矩分配計算見圖15，框架的彎矩圖見圖16。
豎向荷載作用下，考慮框架梁端的塑性內力重分布，取彎矩調幅系數為0.8，調幅后，恒荷載及活荷載彎矩圖見圖15及圖16中括號內數值。
圖15 恒載作用下框架彎矩圖（KN.m）
圖16 活載作用下框架彎矩圖（KN.m）
3.7.3 梁端剪力及柱軸力的計算
梁端剪力：
式中：——梁上均布荷載引起的剪力，；
——梁端彎矩引起的剪力，；
柱軸力：
式中：——梁端剪力；
——節點集中力及柱自重；
以跨，六七層梁在恒載作用下，梁端剪力及柱軸力計算為例。
由圖11查得梁上均布荷載為：
第六層：=20.86kN/m
集中荷載：154.85kN
柱自重： 17.42kN
第七層：=25.47kN/m
由圖16查得 六層梁端彎矩：
=52.16kN·m（41.73kN·m）
=60.85kN·m（48.68kN·m）
七層梁端彎矩：
=40.15kN·m（32.12kN·m）
=66.52kN·m（53.22kN·m）
括號內為調幅的數值。
七層梁端剪力： = ==1/2×25.47×6.44=82.01kN
調幅前： = =（40.15-66.52）/6.44=-4.09kN
= +=82.01-4.09=77.92kN
= -=82.01+4.09=86.1kN
調幅后： = =（32.12-53.22）/6.44=-3.28kN
= +=82.01-3.28=78.73kN
= -=82.01+3.28=85.79kN
同理可得六層梁端剪力：
調幅前： =1/2×20.86×6.44+(52.16-60.85)/6.44=65.82kN
=1/2×20.86×6.44-(52.16-60.85)/6.44=68.52kN
調幅后： =1/2×20.86×6.44+(41.73-48.68)/6.44=66.09kN
=1/2×20.86×6.44-(41.73-48.68)/6.44=68.25kN
七層A柱柱頂及柱底軸力： = =78.73kN
=78.73+17.42=96.15kN
六層A柱柱頂及柱底軸力： =78.73+66.09+154.85=299.67kN
= 299.67+17.42=317.09kN
其他層梁端剪力及柱軸力計算見表14，表15。
表14 恒載作用下梁端剪力及柱軸力
層
次荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力
AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨CD跨AB
VqA=VqB
(KN)VqB=VqC
(KN)VmA=-Vmb
(KN)Vmb=Vmc
(KN)VA
(KN)VB
(KN)VB= VC
(KN)N頂
(KN)N底
(KN)N頂
(KN)N底
(KN)
782.1014.27－4.09
(－3.28)077.92
(78.73)86.10
(85.79)14.27
78.7396.1586.1103.2
667.1711.97-1.35
(-1.08)065.82
(66.09)65.82
(68.07)11.97299.67317.09309.47326.89
567.1711.97-1.26
(-1.01)065.91
(66.16)68.43
(68.18)11.97520.68542.29532.75554.36
467.1711.97-0.95
(-0.76)066.22
(66.31)68.12
(67.93)11.97741.84763.45755.72777.33
367.1711.97-1.01
(-0.81)066.16
(66.36)68.18
(67.98)11.97963.05984.66978.751000.36
267.1711.970.93
(0.74)066.24
(66.43)68.10
(67.91)11.971184.331205.941201.71223.31
167.1711.97-1.36
(-1.09)065.81
(66.08)68.53
(68.26)11.971405.261432.571425.081446.69
表15 活載作用下梁端剪力及柱軸力
層
次荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力
AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨CD跨AB
VqA=VqB
(KN)VqB=VqC
(KN)VmA=-Vmb
(KN)Vmb=Vmc
(KN)VA
(KN)VB
(KN)VB= VC
(KN)N頂=N底
(KN)N頂=N底
(KN)
718.552.880.81
(0.65)017.74
(17.9)19.36
(19.20)2.88
17.911.97
624.733.840.57
(0.45)024.16
(24.28)25.30
(25.18)3.8442.1841.11
524.733.840.45
(0.35)024.28
(24.38)25.18
(25.08)3.8466.5670.13
424.733.840.34
(0.27)024.39
(24.46)25.09
(25.00)3.8491.0299.04
324.733.840.36
(0.29)024.37
(24.44)25.09
(25.02)3.84115.46127.97
224.733.840.98
(0.78)023.75
(23.95)25.71
(25.51)3.84139.41157.52
124.733.840.49
(0.39)024.24
(24.34)25.22
(25.12)3.84163.75186.58
3.8 內力組合
3.8.1 框架內力組合
在恒載和活載作用下，跨間可以近似取跨中的代替
式中：、——梁左、右端彎矩，見圖10、11括號內的數值
跨中若小于應�。�
在豎向荷載與地震組合時,跨間最大彎矩采用數解法計算,如圖17所示
圖17 框架梁內力組合圖
圖中：、——重力荷載作用下梁端的彎矩；
、——水平地震作用下梁端的彎矩；
、——豎向荷載與地震荷載共同作用下梁端反力；
對作用點取矩 ＝-( - + +)
X處截面彎矩為 =-- +
由=0,可求得跨間的位置為=
將代入任一截面處的彎矩表達式,可得跨間最大彎矩為
== - + =- +
當右震時公式中、反號
及的具體數據見表16,表中、、均有兩組數據
項目
跨
層
次 1.2(恒+0.5活)1.3地震q
MGA
(kN·m)MGB
(kN·m)MEA
(kN·m)MEB
(kN·m)(kN/m)
AB
跨743.3171.1425.7424.9634.02
658.7668.8865.7043.6229.64
560.2069.53101.6169.20
464.4371.33129.3990.51
363.5970.93147.89106.85
264.7875.12170.82111.18
158.4732.42195.39130.22
BC
跨732.6632.6621.5021.5014.73
630.2330.2337.5837.58
13.02
518.8918.8959.6359.63
416.6916.6977.9777.97
316.6916.6992.0592.05
216.6716.6795.1895.18
119.7519.75112.2112.2
項目
跨
層
次 lRAx1MGE
(m)(kN)(m)(kN·m)
AB
跨76.4497.35/113.102.86/3.32121.56/118.441
676.89/110.842.59/3.74106.34/82.84
567.50/120.542.28/4.07118.45/83.68
460.22/128.522.03/4.34126.03/85.32
354.75/133.861.85/4.52135.02/91.30
250.05/137.621.69/4.64148.37/83.46
148.93/150.051.65/5.06177.27/125.59
BC
跨72.652.06/35.650.14/2.426.03/6.03
6-12.69/46.02-0.97/3.5317.35/17.35
5-29.92/63.25-2.30/4.8640.74/40.74
4-44.25/77.58-3.40/5.9661.28/61.28
3-55.25/88.58-4.24/6.8075.06/75.06
2-58.16/91.49-4.47/7.0379.11/79.11
1-70.99/104.32-5.45/8.0192.45/92.45
表16 MGE及X1值計算
注：當X1＞l或X1＜0時，表示最大彎矩發生在支座處，用M=RAx-- MGA± MEA計算
梁內力組合見表17
表17 梁內力組合表
層 次位置內力荷載類別豎向荷載組合豎向荷載與地震力組合
恒載①活載②地震荷載③1.2①+1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③
7層A右M-32.12-7.95±19.80-49.67-17.57-69.05
V79.7317.906.06120.74114.2998.54
B左M-52.22-24.5819.20-97.08-102.37-52.45
V86.1019.366.06130.42122.81107.06
B右M-12.12-5.27±16.54-21.923.80-39.21
V14.272.8812.9221.1635.652.06
跨中MBD89.8713.60126.88121.56118.44
MDE4.570.926.776.046.04
6層A右M-41.73-14.48±50.54-70.356.94-124.47
V66.0924.2813.06113.30110.8576.90
B左M-48.68-17.4433.55-82.83-112.50-25.27
V68.5225.3013.06117.64114.3880.43
B右M-14.15-5.41±28.91-24.5517.36-57.81
V11.973.8422.5919.7446.04-12.70
跨中MBD62.9424.02109.16106.3582.84
MDE3.831.236.325.335.33
5層A右M-42.32-15.69±78.16-72.7541.41-161.81
V66.1624.3820.40113.52120.5467.50
B左M-48.82-17.9553.23-83.71-138.55-0.16
V68.4325.1820.40117.37123.7470.70
B右M-13.37-4.74±45.87-22.6840.74-78.52
V11.973.6435.8419.4663.14-30.04
跨中MBD62.5722.99107.27118.4583.68
MDE3.831.236.325.335.33
4層A右M-45.34-16.71±99.53-77.8064.96-193.82
V66.3124.4626.27113.82128.4060.10
B左M-50.22-18.4469.62-86.08-161.8319.18
V68.1225.0726.27116.84130.9462.64
B右M-11.82-4.18±59.98-20.0461.28-94.67
V11.973.8446.8619.7477.59-44.25
跨中MBD60.3622.24103.57126.0385.32
MDE3.831.236.325.335.33
3層A右M-44.74-16.50±113.76-76.7984.30-211.48
V66.3624.4430.43113.85133.8654.74
B左M-49.94-18.3482.19-85.60-177.7835.92
V68.1825.0930.43116.94136.4357.31
B右M-12.03-4.26±70.81-20.4075.06-109.05
V11.973.8455.3219.7488.58-55.25
跨中MBD60.8022.39104.31135.0291.30
MDE3.831.236.3249.12-38.45
續表17
2層A右M-45.58-16.80±131.40-78.22106.04-235.60
V66.4323.9533.68113.25137.8750.30
B左M-53.38-18.5085.52-89.96-186.3336.02
V68.1025.7133.68117.71140.9353.36
B右M-11.80-4.18±73.68-20.0179.12-112.45
V11.973.8457.5619.7491.50-58.16
跨中MBD58.6622.16101.42148.3783.46
MDE3.831.236.32
1層A右M-41.14-15.17±150.30-70.61136.92-253.86
V66.0824.3438.89113.37144.4643.34
B左M-48.18-17.67100.17-82.55-198.6461.80
V68.5325.2238.89117.54147.9346.81
B右M-13.97-4.98±86.31-23.7492.45-131.96
V11.973.8467.4319.74104.33-70.99
跨中MBD63.5023.39108.95117.27125.59
MDE3.831.236.32
表中恒載和活載的組合,梁端彎矩取調幅后的數值,剪力取調幅前的較大值如圖18所示。圖中M左、M右為調幅前彎矩值，M左′、M右′為調幅后彎矩值。剪力值應取V左和V左′具體數值見表14、表15。
圖18 調幅前后剪力值變化
3.8.2 柱內力組合
框架柱取每層柱頂和柱底兩個控制截面組合結果見表18、表19。表中系數是考慮計算截面以上各層活載不總是同時滿布而對樓面均布活載的一個折減系數，稱為活載按樓層的折減系數，取值見表20
表18 A柱內力組合表
層次位置內力荷載類別豎向荷載豎向荷載與地震力組合
恒載①活載②地震荷載③1.2①＋1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③
7層柱頂M40.159.9419.80
62.1028.4079.88
N78.7317.906.06119.5497.34113.09
柱底M-21.61-9.94±16.20-39.85-10.84-52.96
N96.1517.906.06140.44118.24134.00
6層柱頂M21.857.3634.3436.52-14.0175.28
N299.6735.8519.12409.79356.26405.97
柱底M-21.61-6.92±30.46-35.629.51-69.68
N317.0935.8
519.12430.70377.16426.87
5層柱頂M32.299.7547.7052.40-17.41106.61
N520.6856.5839.52704.03607.39710.14
柱底M-29.15-9.14±42.30-47.7814.53-95.45
N542.2956.5839.52729.96633.32736.07
4層柱頂M27.527.1057.2442.96-37.13111.70
N741.8463.7165.79979.40842.911013.96
柱底M-27.93-7.20±50.76-43.6028.15-103.82
N763.4563.7165.791005.33868.841039.89
3層柱頂M28.017.2263.0043.72-43.96119.84
N963.0580.7896.221268.751079.041329.21
柱底M-27.34-7.06±63.00-42.6944.86-118.94
N984.6680.8296.221294.741105.001355.17
2層柱頂M29.647.1068.4045.51-49.09128.75
N1184.3390.62129.901548.061306.701644.44
柱底M-32.74-7.85±68.40-50.2844.92-132.92
N1205.9490.62129.901574.001332.631670.37
1層柱頂M18.704.4881.9028.71-81.34131.60
N1405.26106.44168.791835.331530.751969.60
柱底M-9.35-2.24±100.10-14.36117.57-142.69
N1432.57106.44168.791868.101563.522002.38
表19 B柱內力組合表
層次位置內力荷載類別豎向荷載豎向荷載與地震力組合
恒栽①活載②地震荷載③1.2①+1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③
7層柱頂M-30.94-7.8735.74-48.15-88.314.61
N86.1011.976.86120.08101.58
101.58119.42
柱底M24.597.71±21.0640.3061.516.76
N103.5211.976.86140.98122.49140.32
6層柱頂M-18.50-6.2141.40-30.89-79.7527.89
N309.4734.9416.39420.28371.02413.64
柱底M18.635.97±41.5030.7179.89-28.01
N326.8934.9416.39441.18391.93434.54
5層柱頂M-26.23-8.2557.60-43.03-111.3138.45
N532.7559.6131.83722.75633.69716.45
柱底M24.657.78±57.6040.47109.13-40.63
N554.3659.6131.83748.69659.62742.38
4層柱頂M-23.35-6.0772.00-36.52-125.2661.94
N755.7269.3352.421003.93880.321016.61
柱底M23.676.15±72.0037.01125.69-61.51
N777.3369.3352.421029.86906.251042.54
3層柱頂M-23.72-6.1681.00-37.09-137.4673.14
N978.7589.5877.311299.911127.751328.75
柱底M23.316.06±81.0036.46136.91-73.69
N1000.3689.5877.311325.841153.681354.68
2層柱頂M-24.91-6.0188.20-38.31-148.1681.16
N1201.70102.39101.191585.391371.931635.02
柱底M27.466.62±88.2042.22151.58-77.74
N1223.31102.39101.191611.321397.861660.95
1層柱頂M-15.383.71-98.28-13.26-143.99111.53
N1425.08121.28-129.731879.891614.221951.51
柱底M7.691.85±120.1211.82166.49-145.82
N1446.69 121.28 -129.73 1905.82 1640.15 1977.45
表20 活荷載按樓層的折減系數
墻,柱,基礎計算截面以上的層數12～34～56～89～20＞20
計算截面以上各樓層
活荷載的折減系數 1.00
(0.90)0.850.700.650.600.55
3.9 截面設計
3.9.1 承載力抗力調整系數RE
考慮地震作用時,結構構件的截面采用下面的表達式：
≤/RE
式中： RE——承載力抗力調整系數，取值見表23；
——地震作用效應與其它荷載效應的基本組合；
——結構構件的承載力。
注意在截面配筋時，組合表中地震力組合的內力均應乘以RE后再與靜力組合的內力進行比較，挑選出最不利組合。
表21 承載力抗震調整系數RE
材料結構構件受力狀態
鋼筋
混凝土梁受彎0.75
軸壓比小于0.15的柱偏壓0.75
軸壓比不小于0.15的柱偏壓0.80
抗震墻偏壓0.85
各類構件受剪、偏拉0.85
3.9.2 橫向框架梁截面設計
以第一層梁為例取跨梁；梁控制截面的內力如圖19所示。圖中單位為kN·m，的單位為kN。混凝土強度等級（=13.5N/mm2, =12.5N/mm2）,縱筋為Ⅱ級(=310N/mm2),箍筋為Ⅰ級(=210N/mm2)。
圖19 第一層梁內力示意
3.9.2.1梁的正截面強度計算（見表22）
3.9.2.2 梁的斜截面強度計算（見表23）
為了防止梁在彎曲屈服前先發生剪切破壞，截面設計時對剪力設計值進行調整如下：
式中：A——剪力增大系數，對三級框架取1.1；
——梁的凈跨，對第一層梁，＝6.7m, =5.8m,
=5.94m, =2.16m；
——梁在重力荷載作用下,按簡支梁分析的梁端截面剪力設計值。
,——分別為梁的左、右端順時針方向或反時針方向截面組合的彎矩值。由表16查得：
AB跨：順時針方向=136.92kN·m =-198.64kN·m
逆時針方向 =-253.86kN·m =61.80kN·m
BC跨：順時針方向 =92.45kN·m =-131.96kN·m
逆時針方向 =-131.96kN·m =92.45kN·m
計算中+ 取順時針方向和逆時針方向中較大值。
剪力調整
AB跨： += 136.92+198.64=335.56kN·m
�。�253.86+61.80=315.66kN·m
=(20.86+0.5×7.68)×1.2×1/2×5.94=88.03kN·m
BC跨: +=131.96+92.45=224.4kN·m
=(9.35+0.5×3)×1.2×1/2×2.16=14.06 kN·m
=1.1×335.56/5.94 +88.03=150.17 kN
=1.10×224.4/2.16+14.06=128.34 kN
考慮承載力抗震調整系數RE=0.85
=0.85×150.17=127.64 Kn
=0.85×128.34=109.09
若調整后的剪力值大于組合表中的靜力組合的剪力值,則按調整后的剪力進行斜截面計算。梁的正截面、斜截面強度計算見表22、表23。
表22 第一層框架梁正截面強度計算
截面1123
M(kN·m)-253.86136.92125.59-198.64
b×h0 (㎜2)250×565250×565250×565250×565
b/2×V(kN·m)32.532.533.28
(kN·m)-221.36104.42125.59-165.36
(kN·m)-166.0278.3294.19-124.02
0.1540.0720.0870.115
0.1680.0750.0910.123
0.9160.9630.9540.939
1034.8464.3564754
選筋2Φ22
1Φ202Φ202Φ202Φ22
實配面積1074.2628.4628.4760
0.760.440.440.54
截面3445
M(kN·m)61.80-131.9692.456.23
b×h0 (㎜2)250×565250×365250×365250×365
b/2×V(kN·m)33.2823.4723.47
(kN·m)28.52-108.4968.986.23
(kN·m)21.39-81.3651.376.23
0.0190.1800.1140.013
0.0190.2000.1210.013
0.9900.90.9390.993
123.3798.9486.355
選筋2Φ182Φ222Φ182Φ18
實配面積509.0760509.0509.0
表23 梁的斜截面強度計算
截面支座A右支座B左支座B右
設計剪力V
�。╧N）144.46147.93104.33
RE·V
（kN）122.79125.7488.68
調整后的剪力
�。╧N）150.17150.17128.34
RE·V
�。╧N）127.64127.64109.09
b×h0250×565250×565250×365
0.2fcbh0353.13×103＞V353.13×103＞V228.13×103＞V
箍筋直徑Φ
（mm）肢數（n）n=2; Φ=8n=2; Φ=8n=2; Φ=8
Asv150.350.350.3
箍筋間距S（mm）10010080
Vcs=0.056fcbh0
+1.2fyv·n·Asv1·h0/s215.53×103＞RE·V215.53×103＞RE·V190.18×103＞RE·V
sv= n·Asv1 /b·s(%)0.4020.4020.503
svmin=0.03fc/fyv(%)0.1790.1790.179
根據國內對低周期反復荷載作用下的鋼筋混凝土連續梁和懸臂梁受剪承載力試驗，反復加載使梁的受剪承載力降低�？紤]地震作用的反復性，表中公式將靜力荷載作用下梁的受剪承載力公式乘0.8的降低系數。
3.9.2.3 柱截面設計
以第一，二層B柱為例，對圖20中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ，截面進行設計。
混凝土等級為C25，=12.5N/mm，=13.5N/mm
縱筋為Ⅱ級, =310 N/mm，箍筋為=210 N/mm
圖20 柱計算截面示意圖
軸壓比驗算
表24 軸壓比限值
類別
一二三
框架柱0.70.80.9
框架梁0.60.70.8
由B柱內力組合表18查得:
�、�-Ⅰ=1660.95kN
c==1660.95×103/(450×450×12.5)=0.656＜0.9
�、�-Ⅱ=1951.51kN
c==1951.51×103/(450×450×12.5)=0.771＜0.9
�、�-Ⅲ=1977.45kN
c==1977.45×103/(450×450×12.5)=0.781＜0.8
均滿足軸壓比的要求。
A 正截面承載力的計算
框架結構的變形能力與框架的破壞機制密切相關,一般框架,梁的延性遠大于柱子。梁先屈服使整個框架有較大的內力重分布和能量消耗能力，極限層間位移增大，抗震性能較好。若柱子形成了塑性鉸，則會伴隨產生較大的層間位移，危及結構承受垂直荷載的能力，并可能使結構成為機動體系。因此，在框架設計中，應體現“強柱弱梁”，即一、二級框架的梁柱節點處，除頂層和軸壓比小于0.15者外（因頂層和軸壓比小于0.15的柱可以認為具有與梁相近的變形能力）。梁、柱端彎矩應符合下述公式的要求：
三級框架 =1.1
式中:
—－節點上、下柱端順時針或逆時針截面組合的彎矩設計值之和;
�。濣c上、下梁端逆時針或順時針截面組合的彎矩設計值之和。
地震往返作用,兩個方向的彎矩設計值均應滿足要求,當柱子考慮順時針彎矩之和時,梁應考慮逆時針方向彎矩之和,反之亦然。可以取兩組中較大者計算配筋。
由于框架結構的底層柱過早出現塑性屈服，將影響整個結構的變形能力。同時，隨著框架梁鉸的出現，由于塑性內力重分布，底層柱的反彎點具有較大地不確定性。因此，對一、二級框架底層柱底考慮1.15的彎矩增大系數。
第一層梁與柱節點的梁端彎矩值由內力組合表17,查得
:左震 198.64+92.45=291.09kN·m
右震 61.80+131.96=193.76kN·m 取=291.09kN·m
第一層梁與B柱節點的柱端彎矩值由內力組合表19,查得
:左震 151.58+143.99=295.57kN·m
右震 77.74+111.53=189.27kN·m
梁端取左震, 也取左震:
=295.57kN·m＜1.1=1.1×291.09=320.20kN·m
取=320.20kN·m
將與的差值按柱的彈性分析彎矩之比分配給節點上下柱端(即Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面)
�、�-Ⅰ=kN·m
Ⅱ-Ⅱ= kN·m
�、�-Ⅰ=151.58+12.63=164.21kN·m
Ⅱ-Ⅱ=143.99+12=155.99kN·m
根據B柱內力組合表19,選擇最不利內力并考慮上述各種調整及抗震調整系數后，各截面控制內力如下:
Ⅰ-Ⅰ截面:①=164.21×0.8=131.37kN·m
=1397.86×0.8=1118.29kN
=42.22kN·m
=1611.32kN
�、�-Ⅱ截面:②=155.99×0.8=124.79kN·m
=1614.22×0.8=1291.38kN
=13.26kN·m
=1879.89kN
�、�-Ⅲ截面:③=191.46×0.8=153.17kN·m
=1640.15×0.8=1312.12kN
=11.82kN·m
=1905.82kN
截面采用對稱配筋,具體配筋見表24中.
=/
當取ea=0
當＜15時,取=1.0
式中: ——軸向力對截面形心的偏心距；
——附加偏心距；
——初始偏心距；
——偏心受壓構件的截面曲率修正系數；
——考慮構件長細比對構件截面曲率的影響系數；
——偏心距增大系數；
——軸力作用點到受拉鋼筋合力點的距離；
——混凝土相對受壓區高度；
、——受拉、受壓鋼筋面積。
表25 柱子配筋
截面Ⅰ-ⅠⅡ-ⅡⅢ-Ⅲ
M(kN·m)131.3742.22124.7913.26153.1711.82
N(kN)1118.291611.321291.381879.891312.121905.82
lO(mm)450045504550
bh0(㎡)450×415450×415450×415
e0(mm)117.526.296.67.1116.76.2
0.3 h0(mm)124.5124.5124.5
ea(mm)0.8411.83.3514.090.9414.2
ei(mm)118.343899.9521.19117.6420.4
lO/h1010.1110.11
ξ10.970.4470.850.3380.9650.333
ξ21.01.01.01.01.01.0
η1.2431.3491.2581.4831.2491.495
ηei(mm)147.151.26125.7431.42146.9330.5
e(mm)337.1241.26315.74221.42336.93220.5
ξ0.4440.6870.5120.8030.5200.811
偏心性質大偏心小偏心小偏心小偏心大偏心小偏心
As=As(mm)134＜077.03＜0333.3＜0
選筋4Φ184Φ184Φ18
實配面積(mm)101810181018
%0.560.560.56
B 斜截面承載能力計算
以第一層柱為例，剪力設計值按下式調整：
式中：
——柱凈高；
——分別為柱上下端順時針或逆時針方向截面組合的彎矩設計值。取調整后的彎矩值，一般層應滿足 =1.1,底層柱底應考慮1.15的彎矩增大系數。
由正截面計算中第 Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控制內力得：
=155.99kN·m =191.46kN·m =3.95m
柱的抗剪承載能力:
式中: ——框架的計算剪跨比。，當<1時，取=1；當＞3，取=3；
——考慮地震作用組合的框架柱軸向壓力設計值，當＞時取=
= 取=3.0
=1614.22kN>=759.38kN,取=759.38kN
設柱箍筋為2肢8﹫200,則
=199.25kN＞96.76kN
同時柱受剪截面應符合如下條件:
即 kN＞96.76kN
截面滿足抗剪要求。
3.10 樓梯設計
3.10.1 建筑設計
�、� 樓梯間底層建筑平面圖見圖21：
⑵ 樓梯形式尺寸：采用雙跑樓梯，層高均為3.6m。踏步尺寸，采用150250mm，每需要24踏步。
3.10.2 結構設計采用板式樓梯
3.10.2.1 樓梯梯段板的計算
活荷載標準值
材料選用 混凝土 采用C20（）
鋼筋 當時，選用Ⅰ級鋼筋
當時，選用Ⅱ級鋼筋
按板式樓梯進行設計。
圖21 樓梯間頂層平面詳圖
⑴假定h=，取h=100mm。
�、坪奢d計算：（取1M板寬計算）
樓梯斜板傾角 cos=0.875
恒載計算：
踏步重
斜板重
20mm厚找平層
恒荷載標準值
恒荷載設計值
活荷載標準值
活荷載設計值
總荷載
�、� 內力計算
計算跨度
跨中彎矩
⑷ 配筋計算 （結構重要性系數）
受力筋選用,
分布筋選用選（配筋圖見樓梯結構配筋圖）
3.10.2.2 平臺板的計算
A內力計算
計算跨度
跨中彎矩
B配筋計算
受力筋選用,
分布筋選用選
3.10.2.3 平臺梁的計算
A荷載計算：
梯段板的傳來
平臺板傳來
梁自重
B內力計算
取兩者中較小者，
C配筋計算
�、欧植冀钸x縱向鋼筋（按第一類倒L形截面計算）
翼緣寬度：
取
選用3Φ18，
�、乒拷钣嬎�
按計算配箍。
取箍筋肢數=2,箍筋直徑,()
箍筋間距
=
=60723
取雙肢箍,
�。ㄅ浣顖D見樓梯結構配筋圖）
3.11 板的計算
3.11.1 BC跨間板計算（單向板）
板按考慮塑性內力重分布計算。
取1m寬板為計算單元。
有關尺寸及計算簡圖如圖22
3.11.1.1 屋面板計算
混凝土選用鋼筋選用Ⅰ級，
取1m寬板帶為計算單元。
A荷載：
活載： 2.0
恒載：
荷載設計值：
每米板寬：
B內力計算：
計算跨度： L=2400-200=2200 mm
跨中彎矩：
C截面強度：
b=1000mm h=80mm h=80-20=60mm
鋼筋選配： 實配鋼筋面積：202
分布鋼筋：按規定選用
3.11.1.2 樓面板計算
A荷載：
活載： 2.0
恒載：
荷載設計值：
每米板寬
B內力計算：
計算跨度： L=2400-200=2200 mm
跨中彎矩：
C截面強度：
b=1000mm h=80mm h=80-20=60mm
鋼筋選配： 實配鋼筋面積：157
分布鋼筋：按規定選用
3.11.2 A-B、C-D軸線間板計算（雙向板）
此處計算A-B軸線間板
混凝土選用鋼筋選用Ⅰ級，
取1m寬板帶為計算單元。
3.11.2.1 屋面板計算：
板厚80mm 由上知：q=8.32
A B2區格板的計算：
計算跨度：
, 取
由于B2區格有一邊簡支，無圈梁，內力折減系數為1.0。假設板的跨中鋼筋在距支座處截斷一半，故
取跨中截面
支座截面
⑴求方向跨中截面鋼筋
選,
�、魄蠓较蛑ё孛驿摻�
選,
�、乔蠓较蚩缰薪孛驿摻�
選,
�、惹蠓较蛑ё孛驿摻�
選,
B B1區格板的計算
計算跨度:
, 取
由于B1區格為角區格，內力折減系數為1.0。又由于長邊支座b為B1及B2的共同支座，故B1區格的
按跨中鋼筋全部伸入支座計算
取同前。
�、� 求方向跨中截面鋼筋
選,
�、� 求方向跨中截面鋼筋
選,
�、乔蠓较蛑ё孛驿摻�
選,
3.11.2.2 樓面板計算：取跨中截面
板厚80mm 由上知：q=6.58
A B2區格板的計算：
計算跨度：
, 取
由于B2區格有一邊簡支，無圈梁，內力折減系數為1.0。假設板的跨中鋼筋在距支座處截斷一半，故
取跨中截面
支座截面
�、� 求方向跨中截面鋼筋
選,
⑵ 求方向支座截面鋼筋
�、� 求方向跨中截面鋼筋
⑷ 求方向支座截面鋼筋
選,
B B1區格板的計算
計算跨度:
, 取
由于B1區格為角區格，內力折減系數為1.0。又由于長邊支座b為B1及B2的共同支座，故B1區格的
按跨中鋼筋全部伸入支座計算
�、� 求方向跨中截面鋼筋
選,
�、魄蠓较蚩缰薪孛驿摻�
選,
�、乔蠓较蛑ё孛驿摻�
選,
3.12 樁基礎設計
3.12.1 基礎資料
上部結構為框架結構，同一列柱子結下來的豎向荷載相同，本設計以橫向中框架B柱為列，其傳至基礎的荷載N=1977.45KN, M=145.82KN。
該工程地質條件:場區地勢平坦,土層分布比較規律,凍土深度40cm,地下水位深約7m左右。
地基土指標:自然容重19KN/,液限25.5℅.塑性指數9.1,稠度0.3,孔隙比0.683,地基承載力按120~140KM/計,持力層為輕亞粘土.
10.2 確定樁的類型、材料和幾何尺寸規格：
根據工程地質勘察資料和設計任務書，擬確定采用鋼筋混凝土預制樁，根據樁的規格，采用與現場靜力荷載實驗相同的規格，樁橫截面300mm×300mm。樁長10m,承臺厚度2.0-0.5=1.5，埋深2.0，樁頂嵌入承臺0.1m，樁端進入持力層1.4m。
材料：混凝土強度等級采用，受力主筋采用I級鋼筋4 16
3.12.2 確定單樁豎向承載力
3.12.2.1 根據現場靜載實驗
取極限荷載，=600kN取安全系數k=2.0
則單樁豎向承載力標準值為：
3.12.2.2由《建筑樁基技術規范》初步設計估算
按靜力學公式計算
式中：——樁端土的承載力標準值，已知樁埋深11.9m,粉質土ρ=0.683,查表得：
——樁身的橫向截面積，
——樁身周長，
——樁周土摩擦力標準值，根據空隙比e=0.683,查得=39.5kpa。
取最低值：
單樁承載力設計值：
3.12.3 確定樁數和布樁
3.12.3.1樁得數量
先不計承臺荷承臺上覆土重，因偏心荷載，首先根據軸力和單樁容許承載力估計樁數：
取樁數n=8
3.12.3.2 考慮柱的中心距
通常樁的中心距為（3~4）d=0.9~1.2m，取1.0m。
3.12.3.3 樁的排列：采用行列式布置，如圖所示
3.12.3 樁承臺設計
據樁的排列，樁的外緣每邊外伸凈距為，則樁承臺長度，承臺寬度。
圖24 樁排列示意圖
承臺及上覆土的平均重度，則承臺及上覆土的重為：
3.12.4 單樁受力驗算
3.12.4.1 按中心受壓驗算：計算各樁的平均受力，應滿足公式要求
——樁基中單樁所承受得外力設計值 kN
——作用在樁基上得豎向力設計值，=1977.45
——樁承臺及上覆土重，=230.4
——樁數，=8
滿足要求。
3.12.4.2 按偏心荷載驗算：
計算承臺四角邊緣最不利的樁的受力情況
偏心荷載作用下，最邊緣樁受力安全。
樁數的摩擦樁，不考慮群樁效應，因此不再進行群樁承載力驗算。
3.13 構造要求
由于影響地震作用和結構承載力的因素很復雜，在對地震破壞的機理還不十分確定的情況下，對結構的許多方面難以做出準確的計算，因此依據大量的實際工程經驗及震害調查資料，《建筑結構抗震規范》（GBJ11-89）提出了一系列合理的結構構造措施以保證結構的抗震能力。
3.13.1 梁的構造
3.13.1.1 截面尺寸
框架梁的截面一般由三個條件確定；①最小構造截面尺寸要求；②抗剪要求；③受壓區高度的限值。
框架梁的截面高度一般按（1/8～1/12）（為梁的計算跨度）估算，且不宜大于1/4凈跨，梁的高寬比較小時，混凝土抗剪能力有較大降低，同時梁截面寬度不宜小于200mm和1/2（為柱寬），梁截面的最小尺寸還應滿足豎向荷載作用下的剛度要求。
為防止梁發生斜壓破壞，保證混凝土具有一定的抗剪承載力和箍筋能夠發揮作用，梁截面應滿足抗剪要求：
非抗震設計 當 ≤4時，≤0.25
當≥6時，≥0.20
當4＜＜6時，按直線內插法取用。
抗震設計 ≤（0.20）
式中
——截面的腹板高度，矩形截面取有效高度，形截面取有效高度減去翼緣高度，形截面取腹板凈高。
為便框架具有足夠的變形能力，梁的受壓區高度應滿足：
非抗震設計 ≤
抗震設計 一級 ≤0.25
二級 ≤0.35
梁的變形能力主要取決于梁端的塑性轉動量，而塑性轉動量主要與混凝土相對受壓區高度有關。試驗表明，當在0.25～0.35范圍內時，梁的位移延性系數可達3～4。在計算相對受壓區高度時，可考慮受壓鋼筋的作用。
3.13.1.2 梁的縱向鋼筋
非抗震設計時：
縱向受拉筋的最小配筋度
支座截面 =0.25%
跨中截面 =0.20%
在梁端至少配置2Φ12鋼筋伸入支座，或與支座負鋼筋搭接，搭接長度為為1.2（見表30）。
頂層框架梁的端節點負鋼筋應伸入邊柱內，伸入總長度不應小于1.2，而且其中至少有50%的鋼筋伸過過梁底面1.2，其它層框架梁端節點負鋼筋內應省如邊柱內，伸入總長度不應小于。
梁支座截面下部至少有兩根鋼筋伸入柱中，伸入總長度不少于20，若需要上彎，則水平錨固段不應小于10。
表26 縱向受拉筋的最小錨固長度表(mm)
鋼筋類型混凝土強度等級
C15C20C25≥C30
�、窦変摻�40d30d25d20d
月牙紋Ⅱ級鋼筋50d40d35d30d
�、蠹変摻睢�45d40d35d
冷拔低碳鋼絲250
注：1.當月牙紋鋼筋直徑＞25mm時，其錨固長度按表中數值增加5采用；
2.當螺紋鋼筋直徑≤25mm時，其錨固長度按表中數值減少5采用；
3.在任何情況下，縱向受拉鋼筋的錨固長度不應小于250mm。
�、萘褐ё撲摻钪辽僮种吰鹧娱L（為梁的凈跨）方可截斷。
抗震設計時：
縱向受拉鋼筋配筋率不應大于2.5%，也不應小于表31中的數值。
表31 抗震設計時，框架梁縱向受拉鋼筋最小配筋百分率
抗震等級支座跨中
一0.400.30
二0.300.25
三、四0.250.20
考慮到水平力產生的剪力在框架梁總剪力中占的比例很大，且水平力往復作用下，梁中剪力反號，反彎點移動的因素，在框架梁中不采用彎起鋼筋，梁中全部剪力由箍筋和混凝土承擔。
梁截面上部和下部至少分別配置兩根貫通全跨的鋼筋，一、二級框架梁其直徑不小于14mm ，且不應小于梁端頂面和底面縱向鋼筋中較大截面積的1/4，三、四級框架梁縱筋直徑不小于12mm。
在地震反復荷載作用下，梁中縱向鋼筋埋入柱節點的相當長度范圍內，混凝土與鋼筋的粘結力易發生破壞，因此，應比非抗震框架的錨固長度大。
一級框架 =+10
二級框架 =+5
三、四級框架 =
一、二級框架梁縱向鋼筋應伸過邊柱節點中心線。當縱向鋼筋在節點水平錨固長度不夠時，應沿柱節點外邊向下彎折。試驗表明，伸入支座彎折錨固的鋼筋，錨固力由彎折鋼筋水平段的粘結強度和垂直段的彎折錨固作用所構成。水平段的粘結，是構成錨固的主要成份，它控制了滑移和變形，在錨固中起很大作用，故不應小于0.45。垂直段只在滑移變形較大時才受力，要求垂直段不小于10，因隨垂直段加長，其作用相對減小，故限制最大垂直段長度為22。
縱向鋼筋的接頭，一級框架中應采用焊接；二級框架中宜采用焊
接。
梁端部縱向受壓鋼筋與受拉鋼筋面積的比值,一級框架不應小于0.5，二、三級框架不應小于0.3。因梁端部的底面和頂面縱向鋼筋鋼筋配筋量的比值，對梁的變形能力有較大影響。一方面，梁底面鋼筋可增加負彎矩時塑性轉動能力；另一方面，防止正彎矩作用時屈服過早或破壞過重而影響負彎矩作用是強度和變形能力的正常發揮。
3.13.1.3 梁的箍筋
非抗震設計時：
�、� 當梁中配有計算所需受壓筋時，箍筋應為封閉形式；當一層內縱向鋼筋多于三根時，應設置復合箍筋，當梁寬≤400，且一層內的縱向受壓鋼筋不應多于四根時，可不設置復合箍筋。
�、� 箍筋配筋率≤0.02
�、� 箍筋的間距，在綁扎骨架中不應大于15，在焊接骨架中不應大于20，并應滿足表32要求。
在梁中縱向鋼筋搭接長度范圍內，當搭接鋼筋為受拉時，箍筋間
距不應大于5，且不應大于100；當搭接鋼筋為受拉鋼筋為受壓時，箍筋間距不應大于10，且不應大于200（為縱筋最小直徑）。
抗震設計時：
表27 非抗震設計時框架梁箍筋最大間距（mm）
V
h>0.07≤0.07
150< ≤300150200
300<≤500200300
500<≤800250350
>800300500
箍筋應做135o彎鉤，彎鉤端頭直段長度不應小于10（為箍
筋直徑）。
根據試驗和震害調查，發現梁端破壞主要集中雜1.5～2.0倍梁高的范圍內。為保證梁具有足夠的延性，提高塑性鉸區壓區混凝土的極限壓應變值，并防止塑性鉸區最終發生斜裂縫破壞，在梁端縱筋屈服范圍內，加密封閉式箍筋，對提夠梁的變形能力十分有效。同時，為防止壓筋過早壓曲，應限制箍筋間距。試驗表明，當縱向鋼筋屈服區內配置箍筋間距小于6～8(為縱向鋼筋直徑)時，在壓區混凝土徹底壓潰前，壓筋一般不會發生壓曲現象，能充分發揮梁的變形能力。為此規定了梁的加密區長度，箍筋最大間距及最小直徑，如表33所示。
非加密區箍筋間距不應大于，及250mm
加密區箍筋的肢距，一、二級不應大于200mm ,三、四級不宜大于200mm�？v向鋼筋每排多于4根時，每隔一根宜用箍筋或拉筋固定，梁端第一箍筋距柱邊一般為50mm
表28 梁加密區長度、箍筋最大間距及最小直徑（mm）
抗震等級加密區長度（取較大值）箍筋最大間距（取較小值）箍筋最小直徑
一2,500/4,6d,10010
二1.5,500/4,8d,1008
三1.5,500/4,8d,1508
四1.5,500/4,8d,1506
注：為縱筋直徑，為梁高。
�、� 沿梁全長，箍筋的配筋率不應小于下列規定：
一級抗震 0.035
二級抗震 0.030
三、四級抗震 0.025
3.13.2 柱的構造
3.13.2.1 柱截面尺寸
框架柱截面尺寸一般由三個條件確定：
最小構造截面尺寸要求；
軸壓比的要求
抗剪要求。
由構造要求，框架柱截面高度不宜小于400，柱截面寬度不宜小于300mm； 不應超過1.5，應盡量采用方柱。
由于短柱的延性較差，容易產生見切破壞，故柱凈高與柱截面在邊長之比不宜小于4。若實際工程中避免不了的短柱，應采取構造措施，提高柱的延性及抗剪能力。
當軸力過大時，柱的延性減小，易產生脆性破壞，所以柱的豎向荷載和地震作用組合下的軸力應滿足軸壓比的要求：
一級框架 ≤0.7
二級框架 ≤0.8
三級框架 ≤0.9
柱截面尺寸還應滿足抗剪強度要求：
非抗震設計 ≤0.25
抗震設計 ≤（0.25）
3.13.2.2 柱的縱向鋼筋
框架柱宜采用對稱配筋以適應水平荷載和地震作用正反兩向的
要求。
框架柱縱向鋼筋最大配筋率（包括柱中全部縱筋）在非抗震時不應大于5%，抗震設計時不應大于4%，在搭接區段內不應大于5%；當柱凈高與截面有效高度之比為3～4時（短柱），其縱向鋼筋單邊配筋率不宜超過1.2%，并沿柱全長采用符合箍筋。
為保證柱的延性，框架柱中全部縱向鋼筋截面面積與柱有效結脈內積之比不應小于(見表34)。
表29 框架柱縱向鋼筋最小配筋百分率
設計類別
構 件非抗震設計抗震設計
一二三四
中柱、邊柱0.40.80.70.60.5
角柱0.41.00.90.80.7
�、� 框架柱中縱向鋼筋間距不應過大，以便對核心混凝土產生約束作用。在非抗震設計時，不應大于350mm，抗震設計時，不應大于200mm。
�、� 縱向鋼筋的接頭，一級框架應采用焊接接頭，二級框架底層應采用焊接接頭，其他層宜采用焊接接頭，三級框架可采用搭接接頭，但底層宜采用焊接接頭�？v向鋼筋接頭應避開柱端加密區，同一截面內的接頭鋼筋面積不宜大于總鋼筋面積的，相鄰接頭間距，焊接時不小于500mm,搭接時不小于600mm，接頭最低點距樓板面至少750mm，并不小于柱截面長邊尺寸。
⑥ 縱筋的搭接長度，非抗震設計時，不小于1.2;一級抗震設計時，不小于1.2+10;二級不小于1.2+5；三、四級不小于1.2。
⑦ 框架頂層柱的縱向鋼筋應錨固在柱頂或伸入板、梁內，其錨固長
度自梁底面起算為,抗震設計時，一級不小于+10；二級不小于+5；三、四級不小于；且至少有10d以上的直鉤長度，非抗震設計也不小于。
3.13.2.3 柱的箍筋
箍筋對框架柱的抗震能力至關重要，歷次震害表明，箍筋過細，間距太大，構造不合適是框架柱破壞的重要原因。箍筋對柱的核心混凝土起著有效的約束作用，提高配箍率可以顯著提高受壓區混凝土的極限壓應變，從而增加柱的延性，柱的箍筋有以下構造要求：
�、� 柱箍筋宜采用復合箍筋，當每邊縱筋大于或等于4根時，宜采用井字型箍筋，有抗震設防要求時，縱筋至少每隔一根有箍筋或拉筋拉接，以固定其位置，并使縱筋在兩個方向都有約束。如圖**所示。
�、� 柱箍筋的肢距不宜大于200mm，為保證箍筋能在核心混凝土內錨固，在地震荷載下，混凝土保護層脫落后鋼筋仍不散開，繼續約束核心混凝土。箍筋應做135o彎鉤，彎鉤端頭直段不小于10d（d為箍筋直徑）。
�、� 柱端箍筋加密區：截面高度（或圓柱直徑）、柱凈高的1/6和450mm三者中的較大值，對底層柱底，取剛性地面上下各500mm。一級框架角柱及任何框架中的短柱，需提高變形能力的柱，沿柱全高加密箍筋。
�、� 加密區箍筋最大間距及最小直徑應滿足表35要求。
表30 加密區箍筋最大間距及最小直徑（mm）
抗震等級箍筋最大間距（采用較小值）箍筋最小直徑
一6，100 10
二8，1008
三8，1508
四8，1506
框架柱，截面尺寸不大于400mm時，箍筋最小直徑可采用6；角柱、短柱箍筋間距不應大于100mm
�、� 柱加密區箍筋的體積配箍率，應滿足表36的要求（體積配箍率
��；為混凝土體積；為在內箍筋的體積 ）。
⑥ 非加密區的箍筋不應小于加密區箍筋的50%，為施工方便，宜不
改變直徑而將間距擴大一倍，但對一、二級抗震，間距不宜大于10d ,三級不宜大于15d（d為縱筋直徑）。
�、� 縱向鋼筋搭接接頭處，箍筋間距應符合以下要求：
縱筋受拉時，不大于5d及100mm
縱筋受壓時，不大于10d及200mm
根據以上的計算和構造要求，該框架底層梁及B柱的配筋見圖結構配筋圖。
表31柱加密區箍筋最小體積配箍率（%）
抗震等級箍筋形式柱軸壓比
〈 0.40.4～0.6〉0.6
一普通箍、復合箍0.81.21.6
螺旋箍0.81.01.2
二普通箍、復合箍0.6～0.80.8～1.21.2～1.6
螺旋箍0.60.8～1.01.0～1.2
三普通箍、復合箍0.4～0.60.6～0.80.8～1.2
螺旋箍0.40.60.8
注：計算箍筋體積配箍率時，不計重疊部分的箍筋體積。
致謝
在本次畢業設計過程中，從建筑設計階段到結構設計，均適時的得到了各位指導老師、答疑老師的熱情輔導和鼓勵，還有同學間的互幫互助。在設計階段各位老師認真負責、兢兢業業、不辭勞苦，同學也是積極討論問題總結經驗教訓，在此設計即將結束時，特對這些幫助過的老師、同學表示感謝。
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