一榀框架计算(土木工程毕业设计手算全过程)

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1.1

框架结构设计任务书
工程概况:
本工程为成都万达购物广场----成仁店,钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为

现浇,建筑面积约为 5750m2,宽 27 米,长为 45 米,建筑方案确定。建筑分类 为乙类公共类建筑,二类场地,抗震等级三级。

图 1-1 计算平面简图

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1.2

设计资料
1)气象条件: 基本风压 3155KN/m2 2)抗震设防: 设防烈度 7 度 3)屋面做法: 20 厚水泥砂浆面层 一层油毡隔离层 40 厚挤塑聚苯板保温层 15 厚高分子防水卷材 20 厚 1:3 水泥砂浆找平 1:6 水泥焦渣 1%找坡层,最薄处 30 厚 120 厚现浇钢筋混凝土板 粉底 4)楼面做法: 8~13 厚铺地砖面层 100 厚钢筋砼楼板 吊顶

1.3 设计内容
1)确定梁柱截面尺寸及框架计算简图 2)荷载计算 3)框架纵横向侧移计算; 4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析; 5)内力组合及截面设计; 6)节点验算。

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框架结构布置及结构计算简图确定

2.1 梁柱截面的确定
通过查阅规范,知抗震等级为 3 级,允许轴压比为[μ ]=0.85 由经验知 n=12~14kn/m2 取 n=13kn/m2 N=n ?A=13kn/m2×81m2×5=5265KN

拟定轴向压力设计值

拟定柱的混凝土等级为 C30,fc=14.3N/mm2 柱子尺寸拟定 700mm× 700mm

μ =

N 5265 = =0.75<[μ ]=0.85 满足 f c As 0.0143 ? 700 ? 700

初步确定截面尺寸如下:

柱:b×h=700mm×700mm 梁 (BC 跨、 EF 跨) CE、 =L/12=9000/12=750mm 纵梁=L/12=9000/15=600mm 现浇板厚取 h=120mm 取 h=800mm, b=400mm 取 h=600mm,b=300mm

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2.2 结构计算简图
结构计算简图如下:

图 2-1 结构计算简图

图 2-2 平面计算简图
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荷载计算:

3.1 恒载标准值计算 1)①屋面板恒荷载标准值
20 厚 1:3 水泥砂浆面层 0.02×20 =0.4 KN/M 2 一层油毡隔离层 0.05 KN/M 2 40 厚挤塑苯板保温层 0.04×0.5 =0.02 KN/M 2 15 厚高分子防水卷材 0.04KN/M 2 20 厚 1:3 水泥砂浆找平 0.02×20 =0.4 KN/M 2 1:6 水泥渣 1%找坡层最薄处 30 厚(0.03+0.045)/2×14=0.525 KN/M 2 120 厚现浇钢筋混凝土板 0.12×25=3 KN/M 2 12 厚板底抹灰 0.012×20=0.24 KN/M 2 合计 4.675 KN/M 2 屋面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载: ②屋顶次梁恒载标准值 单向板传给次梁的荷载 次梁自重 次梁粉刷 合计 4.675×1.5×9=63KN 4.675×3×9=126.23KN

4.675×3=14.025 KN/M 0.3×(0.6-0.12)) ×25=3.6 KN/M (0.6-0.12)×0.02×17×2=0.326 KN/M 18 KN/M

图 3-1

次梁计算单元及板传力图

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③屋顶框架梁所受恒荷载标准值 次梁传给框架梁恒荷载 ④屋顶框架梁重量 梁自重: 粉刷: 合计

18×9=162KN

0.4×﹙0.8-0.12﹚×25=6.8KN/M ﹙0.8-0.12﹚×0.02×17×2=0.46KN/M 7.26KN/M

2)①楼面板恒载标准值
8~13 厚铺地砖面层 20 厚 1:2 水泥砂浆结合层 120 厚钢筋砼楼板 石膏板吊顶 合计 楼面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载: 0.6 KN/M 2 0.02×20=0.4 KN/M 2 0.12×25=3 KN/M 2 0.2 KN/M 2 4.2 KN/M 2 4.2×1.5×9=56.7KN 4.2×3×9=113.4KN

②2~5 层纵向次梁恒载标准值 计算简图见 图 3 楼面单向板传给纵向次梁恒荷载 次梁自重 合计 ③2~5 层框架梁所受恒荷载标准值 次梁传递给框架梁恒荷载

4.2×3=12.6 KN/M 0.3×(0.6-0.12)×25=3.6KN/M 16.2 KN/M

16.2×9≈150 KN

③2~5 层框架梁恒载标准值 框架梁自重

0.4×(0.8-0.12)×25=6.8 KN/M

3)四层建在所取一榀框架梁上的填充墙恒荷载标准值
墙自重 0.2×(3.3-0.8)×10.3≈5.2KN/M 粉刷 (3.3-0.8)×0.02×17×2=1.7KN/M 合计取(因为有构造柱取大点) 7.2KN/M

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4)柱自重标准值
1~3 层柱自重: 大理石贴面: 合计 4~5 层柱自重: 大理石贴面: 合计 0.7×0.7×(4.2-0.12)×25=49.98KN 0.5×4×0.7×4.2=5.88KN 55.86KN 0.7×0.7×(3.3-0.12)×25=38.96KN 0.5×4×0.7×3.3=4.62KN 43.58KN

5)外墙自重标准值 5 层外墙作用在边柱的集中荷载 墙自重: 粉刷: 合计 0.2×(3.3-0.12)×10.3×(9-07) =54.37KN 2×0.02×(3.3-0.12)×17(9-0.7)=17.95KN 72.32KN

4 层玻璃幕墙作用在边柱的集中荷载
玻璃幕墙自重: 1.5kn/m2×(9-0.7)×(3.3-0.12)=26.15KN

2~3 层外墙作用在边柱的集中荷载 墙自重: 粉刷: 合计
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0.2×(4.2-0.12)×10.3×(9-07) =69.76KN 2×0.02×(4.2-0.12)×17(9-0.7)=23.03KN 92.79KN

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3.2 活荷载标准值计算
1)①屋面板活荷载标准值(不上人) :
0.5KN/M?

②顶层次梁受板传递的活荷载标准值(计算简图见图 2) 0.5×3=1.5KN/M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值 1.5×9=13.5KN

④屋面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载:

0.5×1.5×9=6.75KN 0.5×3×9=13.5KN

2)①5 层楼面板活荷载标准值:

5KN/M?

②5 层次梁受板传递的活荷载标准值(计算简图见图 3) 5×3=15KN/M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值 15×9=135KN

④5 层面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载:

5×1.5×9=67.5KN 5×3×9=135KN

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3)①4 层楼面板活荷载标准值:

2.5KN/M?

②4 层次梁受板传递的活荷载标准值(计算简图见图 3) 2.5×3=7.5KN/M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值 7.5×9=67.5KN

④屋面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载:

2.5×1.5×9=33.75KN 2.5×3×9=67.5KN

4)①2~3 层楼面板活荷载标准值:

3.5KN/M?

②2~3 层次梁受板传递的活荷载标准值(计算简图见图 3) 3.5×3=10.5KN/M

③框架梁受次梁传递的活荷载标准值 10.5×9=94.5KN

④屋面板传递给边柱的集中荷载: 中柱的集中荷载:

3.5×1.5×9=47.25KN 3.5×3×9=94.5KN

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内力计算

4.1 恒荷载作用下的内力计算 刚度计算
梁线刚度: 截面的惯性矩

Ib0=

bh3 12

400 ? 8003 9 4 = =17×10 mm 12

考虑现浇楼板对框架梁截面惯性矩的影响, 中框架梁取


I 中=2Ib0 边框架取 I

=1.5Ib0

1.5 ?17 ?109 5 i 边跨梁= E=28×10 E 9000 2 ?17 ?109 5 i 中跨梁= E=38×10 E 9000

bh3 700 ? 7003 9 4 柱线刚度: 截面的惯性矩 IC= = =20×10 mm 12 12

20 ?109 5 i4~5 层柱= E=60×10 E 3300

i1~3 层柱=

20 ?109 4200

E=48×10 E

5

取 10

5

E 值作为基准值 1,算得各杆件相对线刚度(见下图)

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图 4-1 梁柱相对线刚度图

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图 4-2 恒载作用下的计算简图

由于分布荷载在梁汇总产生的内力远小于集中荷载, 所以将梁的分布荷载近似等 效为作用在次梁处的集中荷载,以便于计算。

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图 4-3 恒载等效荷载作用下的计算简图

因为框架对称,且恒荷载为正对称荷载,所以取半榀框架进行计算。

由结构力学梁端弯矩公式得到: 顶层结点弯矩:

MAB=-MBA=-Pa(14 层结点弯矩:

3 a )=194.67×3×(1- )= -389.34KN·M 9 L

MAB=-MBA=-Pa(1标准层结点弯矩:

3 a )=213×3×(1- )=-426KN·M 9 L

MAB=-MBA=-Pa(1-

3 a )=180.6×3×(1)=-361.2KN·M 9 L
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采用二次弯矩分配法(见下图)

图 4-4 恒载弯矩分配图

在竖向荷载作用下,梁端截面有较大的负弯矩,设计时应进行弯矩调幅,降低负 弯矩,以减少配筋面积。对于现浇框架,支座弯矩调幅系数为 0.85(在内力组合 的表中进行梁端调幅计算)
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图 4-5 恒载作用下的框架弯矩图(等效为集中荷载时) 表 4-1 恒载作用下内力

荷载引起的弯矩 楼 层 AB 跨 VA
顶 层

弯矩引起的内力 CD 跨 AB 跨 VD VA VB BC 跨 VB VC
0 0 0 0 0

BC 跨 VB VB VC

CD 跨 VC
16.52 6.07 10.57 9.18 11.07

VC

VD
16.52 6.07 10.57 9.18 11.07

194.67 -194.67 194.67 -194.67 194.67 -194.67 -16.52 180.6 -180.6 -213 -180.6 -180.6 180.6 213 180.6 180.6 -180.6 -213 -180.6 -180.6 180.6 213 180.6 180.6 -180.6 -213 -180.6 -180.6
- 15 -

-16.52 0 -6.07 0

5
-6.07 -10.57 -9.18 -11.07

4
213 -10.57 0 -9.18 0

3
180.6

2
180.6 -11.07 0

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楼 层
顶 层

恒载作用下的剪力 AB 跨 BC 跨 CD 跨

VA
178.15 174.53 202.43 171.42 169.63

VB
-221.19 -186.67 -223.57 -189.78 -191.67

VB
194.67 180.6 213 180.6 180.6

VC
-194.67 -180.6 -213 -180.6 -180.6

VC
221.19 186.67 223.57 189.78 191.67

VD
-178.15 -174.53 -202.43 -171.42 -169.63

5 4 3 2

图 4-6 恒载作用下的框架梁的剪力图

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柱轴力包括柱传下轴力和柱自重,恒载作用下的柱轴力见下图。

图 4-7 恒载作用下柱的轴力图

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4.2

活荷载作用下的内力计算

活荷载按满跨布置,不考虑活荷载的最不利布置。此时,求得的跨中弯矩比最不 利荷载位置法的计算结果偏小,故对梁跨中弯矩乘以 1.2 的增大系数。梁端弯矩 应进行弯矩调幅,乘以调幅系数 0.85.在内力组合的表中进行跨中弯矩增大和梁 端调幅计算。 方法同恒载作用下的内力计算,计算过程见下图。

图 4-8 活荷载作用下的计算简图

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图 4-9 活荷载作用下的框架弯矩分配图

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图 4-10 活荷载作用下的框架弯矩图 表 4-2 活载作用下的内力

荷载引起的弯矩 楼 层 顶 层 5 4
67.5 -67.5 -94.5 -94.5 67.5 94.5 94.5 -67.5 -94.5 -94.5 67.5 94.5 94.5 -67.5 -94.5 -94.5
- 20 -

弯矩引起的内力 CD 跨 AB 跨 VD
-13.5 -135

AB 跨 VA
13.5 135

BC 跨 VB
-13.5 -135

BC 跨 VB
0.61 -7.3 -2.3 -5.19 -5.19

CD 跨 VC
-0.61 7.3 2.3 5.19 5.19

VB
13.5 135

VC
-13.5 -135

VC
13.5 135

VA
0.61 -7.3 -2.3 -5.19 -5.19

VB
0 0 0 0 0

VC
0 0 0 0 0

VD
-0.61 7.3 2.3 5.19 5.19

3
94.5

2
94.5

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楼 层
顶 层 5 4 3 2

AB 跨

活荷载作用下的剪力 BC 跨 CD 跨

VA
14.11 127.7 65.2 89.31 88.71

VB
-12.89 -142.3 -69.8 -99.69

VB
13.5 135 67.5 94.5

VC
-13.5 -135 -67.5 -94.5 -94.5

VC
12.89 142.3 69.8 99.69 100.29

VD
-14.11 -127.7 -65.2 -89.31 -88.71

-100.29 94.5

图 4-11 活载载作用下的框架梁的剪力图
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图 4-12 活荷载作用下柱的轴力图

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4.3 地震荷载作用下框架的内力计算
一、水平地震作用标准值的计算
1、框架的抗震等级 由设计需求,抗震设防烈度为 7 度,房屋高度为 19.2m < 30m,可知该框架的抗 震等级为三级。 2、场地和特征周期值 工程场地为Ⅱ类场地,地震设计特征周期值 Tg=0.40s。 3、重力荷载代表值(取第④轴线的 KJL 计算各层重力荷载代表值) 对于楼层,重力荷载代表值取全部恒荷载和 50%的楼面活荷载。对于屋顶是不 上人屋顶故屋面活荷载不计入。 顶层重力荷载代表值 G6 G6 恒 =(63+32.4)×2+(126.23+32.4)×2+162×6+7.26×27=1580.68KN 第 5 层重力荷载代表值 G5 G5 恒+0.5 活 =[ (56.7+32.4+72.32) ×2+(113.4+32.4) ×2+150×6+6.8×27+43.58×4] +0.5×(67.5×2+135×2+135×6)=2479.86KN 第 4 层重力荷载代表值 G4 G4 恒+0.5 活=[ (56.7+32.4+26.15) ×2+(113.4+32.4) ×2+150×6+6.8× 27+7.2×27+43.58×4] +0.5×(33.75×2+67.5×2+67.5×6)=2278.17KN 第 3 层重力荷载代表值 G3 G3 恒+0.5 活=[ (56.7+32.4+92.79) ×2+(113.4+32.4) ×2+150×6+6.8× 27+55.86×4] +0.5×(47.25×2+94.5×2+94.5×6)=2387.67KN 第 2 层重力荷载代表值 G2 G2 恒+0.5 活=2387.67KN 4、结构自震周期 T1 对框架结构,采用经验公式计算: T1=0.085n=0.085×5=0.425s

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5、地震影响系数 α 由 Tg =0.40s,T1=0.425s, Tg <T1<5 Tg ,则由地震影响曲线,有

? ?(

Tg T1

) ? ? 2? max ? (

0.4 0.9 ) ?1? 0.08 ? 0.076 0.425

6、计算水平地震作用标准值(采用底部剪力法计算)因为 T1<1.4 Tg ,故顶部附 加地震作用不考虑。

FEK ? ? Geq ? ? ? 0.85? Gi ? 0.076 ? 0.85 ? (1580.68 ? 2479.86 ? 2278.17 ? 2387.67 ? 2) ? 717.97 KN Fi ? Gi H i FEK GjH j ?
计算水平地震作用标准值表

可按下表计算

二、水平地震作用产生的框架内力
表 4-3 水平地震作用产生的框架内力

位置 顶层 第5层 第4层 第3层 第2层

G i (KN)
1580.68 2479.86 2278.17 2387.67 2387.67

H i (m)
19.2 15.9 12.6 8.4 4.2

GiHi
30349.1 39429.8 28704.9 20056.4 10028.2

FEK
717.97 717.97 717.97 717.97 717.97

Fi (KN)
169.5 220.2 160.3 112 56
i

?G H
j

j

? 128568.4 KN·m

? F ? 718KN

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1、各柱剪力值及反弯点高度
层数
F ∑
HK

( KN )

柱号 A5

Di = α c

12i c h2

D ∑

i

Vi =

Di ∑ F D ∑
i

反弯点高 度y 0.74 1.19 1.19 0.74 1.09 1.32 1.32 1.09 1.85 1.93 1.93 1.85 2.1 2.1 2.1 2.1 2.98 2.73 2.73 2.98

5

B5 169.5 C5 D5 A4 B4

4

389.7 C4 D4 A3 B3

3

550 C3 D3 A2 B2

2

662 C2 D2 A1 B1

1

718 C1 D1

12 )60 4 .2 2 12 0.35( )60 4 .2 2 12 0.35( )60 4 .2 2 12 0.187( )60 4 .2 2 12 0.187( )60 4 .2 2 12 0.35( )60 4 .2 2 12 0.35( )60 4 .2 2 12 0.187( )60 4 .2 2 12 0.225( )48 4 .2 2 12 0.41( )48 4 .2 2 12 0.41( )48 4 .2 2 12 0.225( )48 4 .2 2 12 0.225( )48 4 .2 2 12 0.41( )48 4 .2 2 12 0.41( )48 4 .2 2 12 0.225( )48 4 .2 2 12 0.418( )48 4 .2 2 12 0.541( )48 4 .2 2 12 0.541( )48 4 .2 2 12 0.418( )48 4 .2 2

0.187(

29.5
12 1.074( )60 4 .2 2

55.2 55.2 29.5 67.9

12 1.074( )60 4 .2 2

127 127 67.9 97.44

12 1.27( )48 4 .2 2

177.56 177.56 38.7 117.3

12 1.27( )48 4 .2 2

213.7 213.7 117.3 156.3

12 1.92( )48 4 .2 2

202.3 202.3 156.3

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2、水平地震作用下的框架内力图
求出各柱剪力 Vi 和该柱反弯点高度 yi 后,则该柱下端弯矩为 Mi=Viyi,上端弯矩为 Vi(hi-yi),再利用节点平衡求出框架梁端弯矩,画出左地震作用下的框架内力图, 右地震作用下的框架内力与左地震作用下的反号。

图 4-13 水平地震(左震)作用下的框架内力图 弯矩图(单位:KN·m)与梁剪力图(单位:KN)

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图 4-14 左震作用下的柱剪力图与轴力图(单位:KN)

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内力组合

5.1 框架横梁内力组合:
由于是对称结构,所以只算左跨和中跨,右跨内力与左跨反号。
表 5-1 KJ4 的屋面框架梁(顶层)内力组合表

杆 件

截面 内力 ①恒 ②活 ③ 重 ④ 左 ⑤ 右 M+max M-max Vmax 位置 种类 荷载 荷载 力 荷 震 震 载 组合项 组 合 组 合 组 合 组 合 组 合 值 项 值 项 值 A M -245 -30. -260. .47 43 69 178. 14.1 185.2 15 1 1 295. 10.0 300.7 72 3 4 64.19 -64.1 9 13.88 — 1.2 × ①+1.4 368. ×② 9 1.35 527.3 ① 2 +0.7 × 1.4 ② 1.35 ① +0.7 × 1.4 -311. ② 24 1.2 × -396. ③ 28 +1.3 ×⑤ 1.35 ① +0.7 × 1.4 254.3 ② 3

V

-13.8 8 —

跨中 M AB

B左

M

-371 -25. 384.7 .88 8 8 -221 -12. 227.6 .19 89 4

-42

42

V

-13.8 8

13.88

B右

M V

-346 -22. -358. .83 95 31 194. 13.5 201.4 67 2 175. 13.5 182.7 97 2

57 -14.9 —

-57 14.9 — 1.2 × 230. ①+1.4 06 ×②

1.2 × -504. ③ 07 +1.3 ×⑤

1.35 ① +0.7 285.1 × 1.4 5 ②

跨中 M BC C左 M V

-346 -22. -358. .83 95 31 -194 -13. -201. .67 5 42

-57 -14.9

57 14.9

1.2 × -504. ③ 07 +1.3 ×④

1.35 ① +0.7 -285. × 1.4 15 ②

- 28 -

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-2 KJ4 的框架梁(5 层)内力组合表

杆 件

截面 内力 ①恒 ②活 ③ 重 ④ 左 ⑤ 右 M+max M-max Vmax 位置 种类 荷载 荷载 力 荷 震 震 载 组合项 组合 组 合 组 合 组 合 组 合 值 项 值 项 值 A M -319 -192 -415. .31 .1 36 174. 127. 238.3 53 7 8 187. 188. 376.4 93 52 5 146.0 5 -34.0 3 — -146. 05 34.03 — 1.2 × ①+1.4 489. ×② 44 1.2 × -695. ③ 526 +1.3 ×④ 1.2 × ③ +1.3 ×④ -391. 46 1.2 × -688. ③ 3 +1.3 ×⑤ 1.35 ① +0.7 × 1.4 360.7 ② 6

V M 跨中 AB

B左

M

-331 -248 -455. .78 78 -186 -142 -257. .67 .3 82

-114. 3 -34.0 3

114.3

V

34.03

B右

M

-312 -225 -425. .95 .07 49 180. 135 6 248.1

155.2 8 -40.6

-155. 28 40.6

V

1.2 × -712. ③ 45 +1.3 ×⑤

1.35 ① +0.7 × 1.4 376.1 ② 1

M 跨中 BC C左 M V

173. 168. 257.7 63 25 6





1.2 × 443. ①+1.4 91 ×② 1.2 × -712. ③ 45 +1.3 ×④ 1.35 ① +0.7 -376. × 1.4 11 ②

-312 -225 -425. .95 .07 49 -180 -135 -248. .6 1

-155. 28 -40.6

155.2 8 40.6

- 29 -

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-3 KJ4 的框架梁(4 层)内力组合表

杆 件

截面 内力 ①恒 ②活 ③ 重 ④ 左 ⑤ 右 M+max M-max Vmax 位置 种类 荷载 荷载 力 荷 震 震 载 组合项 组合 组 合 组 合 组 合 组 合 值 项 值 项 值 A M -312 -107 -366. .55 .09 1 202. 65.2 235.0 43 3 239. 91.8 331.4 59 1 257.5 4 -53.0 2 — -257. 54 53.02 — 1.2 × ①+1.4 416. ×② 04 1.2 × -739. ③ 37 +1.3 ×④ 1.2 × -773. ③ 14 +1.3 ×⑤ 1.2 × ③ +1.3 ×④ -379. 02 1.2 × ③ +1.3 ×⑤ 364.4 8 1.2 × -774. ③ 122 +1.3 ×⑤ 1.2 × ③ +1.3 ×⑤ 350.9 6

V

AB

跨中 M

B左

M

-393 -124 -455. .4 .66 73 -223 -69. -258. .57 8 47 -370 -112 -426. .23 .18 32 213 67.5 246.7 5

-148. 07 -53.0 2 201.2

148.0 7 53.02 -201. 2 52.6

V B右 M

V

-52.6

BC

跨中 M

203. 84.6 245.7 43 2 4





1.2 × 362. ①+1.4 58 ×② 1.2 × -773. ③ 14 +1.3 ×④ 1.2 × ③ +1.3 -364. ×④ 48

C左

M V

-370 -112 -426. .23 .18 32 -213 -67. -246. 5 75

-201. 2 -52.6

201.2 52.6

- 30 -

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-4 KJ4 的框架梁(3 层)内力组合表

杆 件

截面 内力 ①恒 ②活 ③ 重 ④ 左 ⑤ 右 M+max M-max Vmax 位置 种类 荷载 荷载 力 荷 震 震 载 组合项 组合 组 合 组 合 组 合 组 合 值 项 值 项 值 A M -265 -138 -334. .49 .94 96 171. 89.3 216.0 42 1 8 201. 148. 276 86 28 362.6 -362. 6 84.69 — 1.2 × ①+1.4 449. ×② 82 1.2 × -879. ③ 07 +1.3 ×④ 1.2 × -980. ③ 93 +1.3 ×⑤ 1.2 × 355. ①+1.4 5 ×② 1.2 × -980. ③ 93 +1.3 ×④ 1.2 × ③ +1.3 -405. ×④ 12 1.2 × ③ +1.3 ×④ -397. 65 1.2 × ③ +1.3 405.1 ×⑤ 2 1.2 × -873. ③ 33 +1.3 ×⑤ 1.2 × ③ +1.3 ×⑤ 369.3 9

V

-84.6 9 —

AB

跨中 M

B左

M

-335 -175 -423. .72 .67 55 -189 -99. -239. .78 69 63 -315 -164 -397. .18 .93 65 180. 94.5 227.8 6 5 171 107. 224.6 36 8

-285. 24 -84.6 9 387.5

285.2 4 84.69 -387. 5 101.3 1 —

V B右 M

V

-101. 31 —

BC

跨中 M

C左

M V

-315 -164 -397. .18 .93 65 -180 -94. -227. .6 5 85

-387. 5 -101. 31

387.5 101.3 1

- 31 -

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-5 KJ4 的框架梁(2 层)内力组合表 杆 件 截面 位置 内力 种类 ①恒 荷载 ②活 荷载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震

M+max
组合项 组 合 值

M-max
组合项

Vmax
组合值 组合项 组合值

M A V AB 跨中 M

-251 .06 169. 63 213. 53

-131 .37 88.7 1 154. 74

-316.7 5 213.99

371.47

-371.4 7 83.71

1.2 × ③ +1.3 ×⑤

-863.0 1

1.2 × ③ +1.3 ×⑤ 365.61

-83.71

290.9





1.2×① +1.4 × ②

472. 87 1.2 × ③ +1.3 ×④ -858.0 5 1.2 × ③ +1.3 ×④ -399

M B左 V

-335 .72 -191 .67 -315 .18 180. 6 171

-175 .67 -100 .29 -164 .93 94.5

-423.5 5 -241.8 2 -397.6 5 227.85

-269.0 7 -83.71

269.07

83.71

M B右 V

365.16

-365.1 6 95.47

1.2 × ③ +1.3 ×⑤

-951.8 9

1.2 × ③ +1.3 ×⑤ 397.53

-95.47

BC 跨中 M

107. 36

224.68





1.2×① +1.4 × ②

355. 5

C左

M

-315 .18 -180 .6

-164 .93 -94. 5

-397.6 5 -227.8 5

-365.1 6 -95.47

365.16

1.2 × ③ +1.3 ×④

-951.8 9

1.2 × ③ +1.3 ×④ -397.5 3

V

95.47

- 32 -

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

5.2 柱内力组合:
由于是对称结构,所以只算 A,B 两柱,C,D 两柱的内力与 A,B 反号。
表 5-6 5 层柱内力组合表 柱 截面 内 力 ①活载 ②活载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震
/M/max 及相应 N

Nmax 相应的 M 组合项 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 组合值 429.95 -389.73 -235.89 1.35 × ① +0.7×1.4× ② 1.35× ① +0.7× 1.4× ② -607.86 -448.56 -41.79 -814.65 19.66 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 23.07 -900.42

Nmin 及相应的 M

Vmax 及相应 N 组合项 组合值 466.2 1.2 × ③ +1.3 × ⑤ -358.82 -236.65 -540.75 -411.12 -188.01 1.2 × ③ +1.3 × ④ -712 88.39 103.66 -764.3

组合项 M 上 N A 柱 剪力 V M 下 N M 上 N B 柱 剪力 V M 下 N -618.07 -39.89 -638.02 1.02 -1.02 -574.49 12.29 11.08 -39.89 3.13 8.28 -594.44 13.86 15.22 1.02 55.2 65.69 -1.02 -55.2 -65.69 1.2 × ③ +1.3×④ -317.13 -29.47 -20.85 -2.05 -327.56 -30.5 13.88 -116.47 -13.88 116.47 -273.55 -144.25 -375.66 -20.85 -41.99 -102.77 -283.98 -165.25 -427.05 13.88 29.5 21.76 -13.88 -29.5 -21.76 1.35 × ① +0.7×1.4× ② 1.2 × ③ +1.3×④ 288.79 35.8 306.69 -75.52 75.52 1.2 × ③ +1.3×⑤

组合值 466.2 -358.82 -236.65 -607.86 -448.56 -188.01 -712 88.39 103.66 -764.3

组合项 1.2 × ③ +1.3 × ④

组 合 值 269.85 -322.73 -134.75

1.2 × ③ +1.3 × ④ 1.2 × ③ +1.3 × ④

-484.17 -375.03 -188.01 -712 88.39

1.2 × ③ +1.3 × ④

103.66 -764.3

33

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-7 4 层柱内力组合表 柱 截面 内 力 ①活载 ②活载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震
/M/max 及相应 N

Nmax 相应的 M 组合项 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 组合值 321.22 -1093.39 -208.22 1.35× ① +0.7× 1.4× ② -607.86 -1152.22 -24.89 -1990.43 20.44 1.2×①+1.4 ② 24.89 -2042.73

Nmin 及相应的 M

Vmax 及相应 N 组合项 组合值 447.17 1.2 × ③ +1.3 × ⑤ -975.6 -250.09 -378.09 -1027.9 -345.42 1.2 × ③ +1.3 × ④ -1618.82 177.00 238.98 -1942.43

组合项 A 柱 上 M N 剪力 下 V M N B 柱 上 M N 剪力 下 V M N 148.41 -653.08 -104.95 -197.92 -696.66 -11.08 -1131.14 7.94 15.14 -1174.72 123.33 -216.05 -59.79 -73.97 -216.05 -8.28 -452.19 3.96 4.8 -452.19 210.08 -761.11 -134.85 -234.9 -804.69 -15.22 -1357.24 9.92 17.54 -1626.91 -150.06 47.91 67.9 74.01 47.91 -251.66 7.59 127 167.64 7.59 150.06 -47.91 -67.9 -74.01 -47.91 251.66 -7.59 -127 -167.64 -7.59 1.2 × ③ +1.3×④ 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×⑤

组合值 447.17 -975.6 -250.09 -607.86 -1152.22 -345.42 -1618.82 177.00 238.98 -1942.43

组合项 1.2 × ③ +1.3 × ④

组合值 57.02 -851.05 -73.55

1.2 × ③ +1.3 × ④ 1.2 × ③ +1.3 × ④

-185.67 -903.35 -345.42 -1618.82 177.00

1.2×①+1.4 ②

1.2 × ③ +1.3 × ④

238.98 -1942.43

34

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-8 3 层柱内力组合表 柱 截面 内 力 ①活载 ②活载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震
/M/max 及相应 N

Nmax 相应的 M 组合项 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 组合值 280.18 -1890.68 -134.93 1.35× ① +0.7× 1.4× ② -286.54 -1753.47 -24.89 -3115.08 10.3 1.2×①+1.4 ② 23.34 -3182.11

Nmin 及相应的 M

Vmax 及相应 N 组合项 组合值 532.62 1.2 × ③ +1.3 × ⑤ -1537.42 -238.5 -469.08 -1604.45 -333.07 1.2 × ③ +1.3 × ④ -2580.17 239.19 463.79 -2647.2

组合项 上 M N 剪力 下 V M N 上 B 柱 剪力 下 M N V M N 169.78 -1014.34 -78.24 -158.82 -1070.2 -12.11 -1829.41 5.76 12.08 -1885.27 52.02 -315 -29.9 -73.6 -315 -3.84 -656.99 2.42 6.32 -656.99 195.79 -1171.84 -93.19 -195.62 -1227.7 -14.03 -2157.91 6.97 15.24 -2213.77 -228.98 100.93 97.44 180.26 100.93 -243.26 7.17 177.56 342.69 7.17 228.98 -100.93 -97.44 -180.26 -100.93 243.26 -7.17 -177.56 -342.69 -7.17 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×⑤ 1.2 × ③ +1.3×⑤

组合值 532.62 -1537.42 -238.5 -469.08 -1604.45 -333.07 -2580.17 239.19 463.79 -2647.2

组合项 1.2 × ③ +1.3 × ④

组合值 -62.73 -1275 14.84

A 柱

1.2 × ③ +1.3 × ④ 1.2 × ③ +1.3 × ④

-0.41 -1342.03 -333.07 -2580.17 239.19

1.2×①+1.4 ②

1.2 × ③ +1.3 × ④

463.79 -2647.2

35

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-9 2 层柱内力组合表 柱 截面 内 力 ①活载 ②活载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震
/M/max 及相应 N

Nmax 相应的 M 组合项 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 组合值 291.87 -2364.27 -150.48 1.35× ① +0.7× 1.4× ② -340.19 -2439.68 -23.34 -4205.69 11.11 1.2×①+1.4 ② 23.34 -4272.72

Nmin 及相应的 M

Vmax 及相应 N 组合项 组合值 556.26 1.2 × ③ +1.3 × ⑤ -2220.45 -274.52 -596.71 -2287.49 -601.69 1.2 × ③ +1.3 × ④ -3418.22 286.52 601.69 -3485.25

组合项 上 M N 剪力 下 V M N 上 B 柱 剪力 下 M N V M N 153.52 -1423.51 -80.03 -182.62 -1479.37 -12.08 -2401.45 5.76 12.08 -2457.31 86.34 -451.56 -43.31 -95.56 -451.56 -6.32 -945.68 3.0 6.32 -945.68 196.69 -1649.29 -101.69 -230.4 -1705.15 -15.24 -2874.29 7.26 15.24 -2930.15 -246.33 185.62 117.3 246.33 185.62 -448.77 23.79 213.7 448.77 23.79 246.33 -185.62 -117.3 -246.33 -185.62 448.77 -23.79 -213.7 -448.77 -23.79 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×⑤ 1.2 × ③ +1.3×⑤

组合值 556.26 -2220.45 -274.52 -596.71 -2287.49 -601.69 -3480.08 286.52 601.69 -3547.1

组合项 1.2 × ③ +1.3 × ④

组合值 -84.2 -1737.84 30.46

A 柱

1.2 × ③ +1.3 × ④ 1.2 × ③ +1.3 × ④

43.75 -1804.87 -601.69 -3418.22 286.52

1.2×①+1.4 ②

1.2 × ③ +1.3 × ④

601.69 -3485.25

36

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

表 5-10 1 层柱内力组合表 柱 截面 内 力 ①活载 ②活载 ③重力 荷载 ④左震 ⑤右震
/M/max 及相应 N

Nmax 相应的 M 组合项 1.35× ① +0.7× 1.4× ② 组合值 291.87 -3047.47 -75.0 1.35× ① +0.7× 1.4× ② -105 -3122.88 1.2×①+1.4 ② -23.34 -5299.41 8.34 1.2×①+1.4 ② 11.67 -5366.45

Nmin 及相应的 M

Vmax 及相应 N 组合项 组合值 418.57 1.2 × ③ +1.3 × ⑤ -2899.71 -264.14 -690.85 -2966.74 -404.88 1.2 × ③ +1.3 × ④ -4265.23 269.52 727.11 -4332.26

组合项 上 M N 剪力 下 V M N 上 B 柱 剪力 下 M N V M N 112.73 -1830.89 -40.26 -56.37 -1886.75 -12.08 -2975.38 4.31 6.04 -3031.24 58.99 -587.52 -21.07 -29.5 -587.52 -6.32 -1234.97 2.26 3.16 -1234.97 142.23 -2124,65 -50.79 -71.12 -2180.51 -15.24 -3592.87 5.44 7.62 -3648.73 -190.69 269.33 156.3 465.77 269.33 -297.38 35.55 202.3 552.28 35.55 190.69 -269.33 -156.3 -465.77 -269.33 297.38 -35.55 -202.3 -552.28 -35.55 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×④ 1.2 × ③ +1.3×⑤ 1.2 × ③ +1.3×⑤

组合值 418.57 -2899.71 -264.14 -690.85 -2966.74 -404.88 -4265.23 269.52 727.11 -4332.26

组合项 1.2 × ③ +1.3 × ④

组合值 -77.22 -2199.45 142.24

A 柱

1.2 × ③ +1.3 × ④ 1.2 × ③ +1.3 × ④

520.16 -2266.48 -404.88 -4265.23 269.52

1.2 × ③ +1.3 × ④

727.11 -4332.26

37

四川大学锦江学院毕业论文(设计)



框架设计

6.1 框架梁截面设计:
1)正截面承载力计算(由于组合后 3 层中跨梁弯矩最大,故取 3 层中跨梁验算) 梁混凝土为 C30 ① 正截面承载力计算: 左支验算(由于是对称的,右支验算同左支) 初步按双层配筋,取 as=60mm

M 980.93 ?106 αS= = =0.313 ?1f c bh 0 2 14.3 ? 400 ? 7402
ξ=11 ? 2?S =1- 1 ? 2 ? 0.313 =0.388<ξb=0.55

γs=0.5(1+ 1 ? ?S )=0.91

980.93 ?106 M AS= = =4855.6mm2 f y? s h 0 300 ? 0.91? 740

ft 1.27 45 f y =45× 300 =0.19%<0.2%
ρ=

ρmin=0.2%

As 4855.6 = =1.52%>ρmin=0.2% bh 400 ? 800

满足最小配筋率

取 10 25 双层布置,上下层各 5 根。

38

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

跨中验算:
采用单层钢筋,初步 as 取 35mm 翼缘计算宽度取值 bf' 按梁的计算跨度考虑: 按梁的肋净距 Sn 考虑:

bf'=l0/3=9000/3=3000mm bf'=b+Sn=400+9000=9200mm
h f ' 120 = =0.16>0.1 不受此项限制 h0 765

按翼缘高度 hf'考虑:

取最小值作 bf' ,即 bf'=3000mm

α 1fc bf'hf'( h0 -0.5 hf')=14.3×3000×120×(765-0.5×120)=3603.6KN
M>355.5KN ?M 承载力满足要求。

?

受压区高度 x= h 0 h2 ? 2M =765?1f c b f '

7652 ?

2 ? 355.5 ?106 =10.9mm 14.3 ? 3000

AS=

?1f c bf ' x
fy

=

1.0 ?14.3 ? 3000 ? 10.9 =1558.7mm2 300

取 5 20 钢筋 单层布置?实际 AS=1571mm2

45

ft fy

=45×

1.27 =0.19%<0.2% 300

ρmin=0.2%
满足最小配筋率

ρ=

1571 =0.49%>ρmin 400 ? 800

39

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

② 斜截面承载力验算(左支) fc=14.3N/mm2 纵筋排 2 层

ft=1.43N/mm

2

fyv=300

N/mm2

取保护层厚度 25mm

有效直径 25mm

as=25+25+12.5=62.5mm
h0 =h- as=800-62.5=737.5mm
验算截面尺寸

βc=1.0
h 0 737.5 = =1.84<4 b 400

0.25βc fcbh0 =0.25×1.0×14.3×400×737.5=1054.6KN>V=405.12KN
截面抗剪满足

验算是否需要计算配箍

0.7 ftb h0=0.7×1.43×400×737.5=295.3KN<V=405.12KN
需要配箍 计算配箍选用Φ 8 的双肢箍:n=2,ASV1=50.3mm2

S=

1.25nASV1f yv h 0 V ? 0.7f t bh 0

1.25 ? 2 ? 50.3 ? 210 ? 737.5 = =177.2mm 405.2 ?103 ? 0.7 ?1.43 ? 400 ? 737.5
取 s=150mm

验算配箍率

1.43 ft ρsv,min= 0.24 f =0.24 =0.16% 210 yv
nA SV1 2 ? 50.3 = =0.17%>ρsv,min bs 400 ?150
40

ρsv=

满足

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

③ 截面验算裂缝宽度

Ate=0.5bh+( bf-b) =0.5×400×800+(3000-400)120=472000mm2

A S 1571 ρte= A = =0.003<0.01 472000 te
deq=
20 =20mm 1.0

取 ρte=0.01

保护层取 25mm

as=35mm

h0=800-35=765mm
MK=203.43+84.62=288.05KN?M

Mk 288.05 ?106 σsk= = =275.49N/mm2 0.87h 0 AS 0.87 ? 765 ?1571

ψ =1.1-0.65 ? ? =1.1-0.65× =0.63 0.01? 278 te sk
裂缝宽度验算

f tk

2.01

d eq ? sk wmax=2.1Ψ E (1.9c+0.08 ? ) s te
=2.1×0.63×
278 22 ×(1.9×25+0.08 )=0.41mm 5 2.0 ? 10 0.01

>wlim=0.2mm
不满足 故必须重新考虑截面尺寸,和配筋量,通过大概演算,初步梁截面不变还 是 800mm×400mm,纵筋配筋量增大,配成 5 25,并重新验算。由于只是改变钢 筋,没改变截面大小,故只用重新验算跨中正截面承载力,裂缝及扰度。

41

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

重新验算 ① 正截面承载力计算(跨中)
已知采用单层钢筋,配 5 25 翼缘计算宽度取值 bf' 按梁的计算跨度考虑:

as=37.5mm

bf'=l0/3=9000/3=3000mm bf'=b+Sn=400+9000=9200mm
h f' 120 = =0.16>0.1 不受此项限制 h0 762.5

按梁的肋净距 Sn 考虑:

按翼缘高度 hf'考虑:

取最小值作 bf' ,即 bf'=3000mm

α 1fc bf'hf'( h0 -0.5 hf')=14.3×3000×120×(762.5-0.5×120)
=3616.5KN ?M>355.5KN ?M 承载力满足要求。

45

ft fy

=45×

1.43 =0.21%>0.2% 300

ρmin=0.21%
满足最小配筋率。

ρ=

2454.5 =0.77%>ρmin 400 ? 800

42

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

② 截面验算裂缝宽度

Ate=0.5bh+( bf-b) =0.5×400×800+(3000-400)120=472000mm2

A S 2454.5 ρte= A = 472000 =0.005<0.01 te
deq=

取 ρte=0.01

25 =25mm 1.0
as=37.5mm

保护层取 25mm

h0=800-37.5=762.5mm
MK=203.43+84.62=288.05KN?M

Mk 288.05 ?106 σsk= = =176.9N/mm2 0.87h 0 AS 0.87 ? 762.5 ? 2454.5

f tk 2.01 ψ =1.1-0.65 ? ? =1.1-0.65× =0.36 0.01? 176.9 te sk
裂缝宽度验算

d eq ? sk wmax=2.1Ψ E (1.9c+0.08 ? ) s te
=2.1×0.36×
176.9 25 ×(1.9×25+0.08 )=0.17mm 5 2.0 ? 10 0.01

<wlim=0.2mm 裂缝满足

43

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

③ 扰度验算 由裂缝验算知

ρte=0.005<0.01 取 0.01

deq=

25 =25mm 1.0

Mk 288.05 ?106 σsk= = =176.9N/mm2 0.87h 0 AS 0.87 ? 762.5 ? 2454.5

f tk 2.01 ψ =1.1-0.65 ? ? =1.1-0.65× =0.36 0.01? 176.9 te sk
先计算抗弯刚度

γf'=

(bf '? b)h f ' (3000 ? 400)120 = =1.02 bh 0 400 ? 762.5

ρ=

AS 2454.5 = =0.008 bh 0 400 ? 762.5

ES 2.0 ?105 ?E = = =7.14 EC 2.80 ?104

(短期受弯刚度)

ESASh 0 2 2.0 ?105 ? 2454.5 ? 762.52 BS= 6? E ? = 6 ? 7.14 ? 0.008 1.15? ? 0.2 ? 1.15 ? 0.36 ? 0.2 ? 1+3.5? f' 1+3.5 ?1.02
=4.14×10 θ=2.0-0.4
14

Aˊ S AS =2.0

Mq=203.43+0.5×84.62=245.74KN?M B=

MK 288.05 BS= ×4.14× 1014 Mq (? ? 1) ? M K 245.74 ? (2.0 ? 1) ? 288.05
=2.23× 14 10

扰度验算

5 M K l0 5 288.05 ?106 ? 90002 V= =5.87mm 48 × B = 48 × 4.14 ?1014
<Vlim=l0/250=9000/250=36mm
44

挠度满足要求

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梁最终配筋 2,3,4,5 层梁配筋
由于 2,3,4,5 层弯矩大小差距不是很大,且考虑到方便施工,故将 2,3,4,5 层 框架梁统一做成 800mm×400mm,跨中纵向受拉钢筋为 5 25 在梁下方通长布 置。 左支,右支在上方配 10 25 分 2 层布置每层各 5 根, 上层长度为:l0(净跨)/3=2766mm 下层长度为:l0(净跨)/4=2075mm 箍筋全梁配Φ 8@150

图 6-1 2~5 层梁左支配筋图

顶层梁配筋 计算方法同 3 层梁计算,最后算得顶层配筋 跨中纵向受拉钢筋为 4 20,在梁下方通长布置。 左支,右支在上方配 5 25,长度为 l0(净跨)/3=2766mm 箍筋全梁配Φ 8@150

图 6-2 顶层梁左支配筋图
45

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6.2 框架柱设计 ① 柱正截面承载能力计算(柱顶截面,底截面)
A 轴柱子验算: 由于 A 轴的柱是边柱,所以按偏心受压计算。取 5 层柱子验算。

图 6-3 A 第 5 层柱计算简图

1.上截面 Mmax 情况下验算
初始偏心距
M 466.2 ? 106 = =1299mm N 358.82 ? 103

e0 =

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

ei= e0+ ea=1299+24=1323.3mm
偏心距增大系数

ξ 1=

0.5 f c A 0.5 ?14.3 ? 700 ? 700 = =9.8>1.0 N 358.82 ?103
取ξ 2=1.0

取ξ 1=1.0

因为 l0/h=4.7<15

η =1+

l 1 ( 0 ) 2 ξ 1ξ 2=1.008 1400ei / h0 h
46

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

x= 配筋计算

358.82 ? 103 N = =35.8mm<ξ bho=0.55×670=368.5mm 14.3 ? 700 ?1 f cb 属于大偏心受压

x=35.8mm<2as `=2×30=60mm 取 x=60mm e=η ei+h/2-as=1.008×1323.3+700/2-30=1653.8mm
As=As =
ˊ

Ne ? ?1 fcbx(h0 ? 0.5x) f yˊ(h0 ? a sˊ) 358.82 ?103 ?1653.8 ?1.0 ?14.3 ? 700 ? 60 ? (670 ? 0.5 ? 60) 300 ? (670 ? 30)

=

=1088.7mm2

2.下截面 Mmax 情况下验算
初始偏心距
M 607.86 ? 106 = =1355.1mm N 448.56 ? 103

e0 =

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

ei= e0+ ea=1355.1+24=1379.1mm
偏心距增大系数

ξ 1=

0.5 f c A 0.5 ?14.3 ? 700 ? 700 = =7.8>1.0 N 448.56 ?103
取ξ 2=1.0

取ξ 1=1.0

因为 l0/h=4.7<15

η =1+

l 1 ( 0 ) 2 ξ 1ξ 2=1.008 1400ei / h0 h
47

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

448.56 ?103 N x= == =44.8mm<ξ bho=0.55×670=368.5mm 14.3 ? 700 ?1 f cb 属于大偏心受压 配筋计算

x=44.8mm<2as `=2×30=60mm

取 x=60

e=η ei+h/2-as=1.008×1379.1+700/2-30=1710.1mm
As=As =
ˊ

Ne ? ?1 fcbx(h0 ? 0.5x) f yˊ(h0 ? a sˊ)

448.56 ?103 ?1710.1 ? 1.0 ?14.3 ? 700 ? 60 ? (670 ? 0.5 ? 60) = 300 ? (670 ? 30)
=1993.2mm2

3.上截面 Nmax 情况下验算 初始偏心距
M 429.95 ? 106 e0 = = =1103.2mm N 389.73 ? 103

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

ei= e0+ ea=1355.1+24=1127.2mm
偏心距增大系数

ξ 1=

0.5 f c A 0.5 ?14.3 ? 700 ? 700 = =9.0>1.0 N 389.73 ?103
取ξ 2=1.0

取ξ 1=1.0

因为 l0/h=4.7<15

η =1+

l 1 ( 0 ) 2 ξ 1ξ 2=1.01 1400ei / h0 h
48

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389.73 ?10 N x= == =38.9mm<ξ bho=0.55×670=368.5mm 14.3 ? 700 ?1 f cb 属于大偏心受压 配筋计算
3

x=44.8mm<2as `=2×30=60mm

取 x=60

e=η ei+h/2-as=1.01×1127.2+700/2-30=1458.5mm
As=Asˊ=

Ne ? ?1 fcbx(h0 ? 0.5x) f yˊ(h0 ? a sˊ)

389.73 ?103 ?1458.5 ? 1.0 ?14.3 ? 700 ? 60 ? (670 ? 0.5 ? 60) = 300 ? (670 ? 30)
=958.5mm2

4.下截面 Nmax 情况下验算 初始偏心距

e0 =

M 607.86 ? 106 = =1355.1mm N 448.56 ? 103

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

ei= e0+ ea=1355.1+24=1379.1mm
偏心距增大系数

ξ 1=

0.5 f c A 0.5 ?14.3 ? 700 ? 700 = =7.8>1.0 N 448.56 ?103
取ξ 2=1.0

取ξ 1=1.0

因为 l0/h=4.7<15

η =1+

l 1 ( 0 ) 2 ξ 1ξ 2=1.008 1400ei / h0 h
49

四川大学锦江学院毕业论文(设计)

448.56 ?103 N x= == =44.8mm<ξ bho=0.55×670=368.5mm 14.3 ? 700 ?1 f cb 属于大偏心受压 配筋计算

x=44.8mm<2as `=2×30=60mm

取 x=60

e=η ei+h/2-as=1.008×1379.1+700/2-30=1710.1mm
As=As =
ˊ

Ne ? ?1 fcbx(h0 ? 0.5x) f yˊ(h0 ? a sˊ)

448.56 ?103 ?1710.1 ? 1.0 ?14.3 ? 700 ? 60 ? (670 ? 0.5 ? 60) = 300 ? (670 ? 30)
=1993.2mm2

通过比较 A 轴第 5 层柱子按下柱 Mmax 情况对称配筋。 验算配筋率:

A s A sˊ 1993.2 一侧纵筋: = = =0.4%>ρmin=0.2% bh bh 700 ? 700

As +Asˊ 2A s 2 ? 1993.2 全部纵筋: = = =0.8%>0.6% 满足 bh 700 ? 700 bh
选用 6 22,实际 As=Asˊ=2280.6mm2

50

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A 轴其余柱子计算方法如上,下面列表计算。

表 6-1 A 轴柱按 Mmax 计算结果 柱 层次 截面尺寸 组合 1 700×700 下截面 690.85 2996.7 4 264.14 230.54 24 4.2 254.54 6 1 1 1.067 591.59 299.4 大 2 700×700 上截面 556.26 2220.45 274.52 250.5 24 4.2 274.5 6 1 1 1.062 579.7 221.8 大 626.47 下截面 596.71 2287.4 9 274.52 260.9 24 4.2 284.9 6 1 1 1.06 621.99 228.5 大 754.4 A 3 700×700 上截面 532.62 1537.4 2 238.5 346.44 24 4.2 370.44 6 1 1 1.046 707.48 153.6 大 873.7 下截面 469.08 1604.45 238.5 292.36 24 4.2 316.36 6 1 1 1.054 653.44 160.3 大 507.1 4 700×700 上截面 447.17 975.6 250.09 458.3 24 3.3 482.3 4.7 1 1 1.022 812.91 97.5 大 929.1 下截面 607.86 1152.2 208.22 527.6 24 3.3 551.6 4.7 1 1 1.019 882.08 115.1 大 1545.8 5 700×700 上截面 466.2 358.82 236.65 1299 24 3.3 1323 4.7 1 1 1.008 1653.9 35.8 大 1088.7 下截面 607.86 448.56 235.89 1355.1 24 3.3 1379.1 4.7 1 1 1.008 1710.1 44.8 大 1993.2

上截面 M (KN· m) 418.57

N(KN) V(KN) e0(mm) ea(mm) l0(m) ei(mm) l0/h ξ1 ξ2 η e(mm) x(mm) 偏心判断

2899.7 1 264.14 144.35 24 4.2 168.35 6 1 1 1.1 505.18 289.7 大

1062.2 计 算 <0 As=As’ (mm2) 实配单侧 5 20 (>0.2%) 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

6 22 2280.6mm

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柱 层次 截面尺寸 组合 1 700×700 下截面 105 3122.8 8 75 33.6 24 4.2 57.6 6 1 1 1.3 358.6 312 大

表 6-2 A 轴柱按 Nmax 计算结果 A 2 700×700 上截面 291.87 2364.27 150.48 139.4 24 4.2 163.4 6 1 1 1.12 503 236.2 大 <0 下截面 340.19 2439.6 8 150.48 260.9 24 4.2 284.9 6 1 1 1.06 621.99 243.7 大 896.9 3 700×700 上截面 280.18 1890.6 8 134.93 148.2 24 4.2 152.2 6 1 1 1.11 488.94 188.9 大 73.24 下截面 286.54 1753.47 134.93 163.4 24 4.2 187.4 6 1 1 1.09 524.3 175.17 大 <0 4 700×700 上截面 321.22 1093.3 9 208.22 293.8 24 3.3 317.8 4.7 1 1 1.03 647.33 109.2 大 174.3 下截面 607.86 1152.2 208.22 527.6 24 3.3 551.6 4.7 1 1 1.019 882.08 115.1 大 1545.8 5 700×700 上截面 429.95 389.73 235.89 1103.2 24 3.3 1127.2 4.7 1 1 1.009 1457.3 38.9 大 1565.4 下截面 607.86 448.56 235.89 1355.1 24 3.3 1379.1 4.7 1 1 1.008 1710.1 44.8 大 1993.2

上截面 M (KN· m) 291.87

N(KN) V(KN) e0(mm) ea(mm) l0(m) ei(mm) l0/h ξ1 ξ2 η e(mm) x(mm) 偏心判断

3047.4 7 75 95.77 24 4.2 119.77 6 1 1 1.14 456.6 304.4 大

<0 计 算 <0 As=As’ (mm2) 实配单侧 5 20 (>0.2%) 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

6 22 2280.6mm

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表 6-3 B 轴柱按 Mmax 计算结果 柱 层次 截面尺寸 组合 1 700×700 下截面 727.11 4332.3 202.3 167.8 24 4.2 191.8 6 1 1 1.09 529.06 432.8 小 2 700×700 上截面 601.69 3480.08 213.7 172.9 24 4.2 196.9 6 1 1 1.09 534.62 347.66 大 665.73 下截面 601.69 3547.1 213.7 169.6 24 4.2 193.6 6 1 1 1.09 531.02 354.35 大 674.1 B 3 700×700 上截面 333.07 2580.1 7 239 129.1 24 4.2 153.1 6 1 1 1.11 489.94 257.8 大 <0 下截面 463.79 2647.2 239 175.2 24 4.2 199.2 6 1 1 1.086 536.3 264.45 大 <0 4 700×700 上截面 345.42 1618.8 2 177 213.4 24 3.3 237.4 4.7 1 1 1.045 568.08 161.72 大 <0 下截面 238.98 1942.4 3 177 123 24 3.3 147 4.7 1 1 1.072 477.6 194.05 大 <0 5 700×700 上截面 188.01 712 88.39 264 24 3.3 288 4.7 1 1 1.037 411.66 71.13 大 <0 下截面 103.66 764.3 88.39 135.6 24 3.3 159.6 4.7 1 1 1.067 490.29 76.35 大 <0

上截面 M (KN· m) 404.08

N(KN) V(KN) e0(mm) ea(mm) l0(m) ei(mm) l0/h ξ1 ξ2 η e(mm) x(mm) 偏心判断

4265.2 3 202.3 94.7 24 4.2 118.7 6 1 1 1.145 455.91 426 小

1626.4 计 算 <0 As=As’ (mm2) 实配单侧 6 20 (>0.2%) 1885.2mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

5 20 1571mm

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B 轴柱子按 Nmax 计算:
由于 B 轴柱按 Nmax 计算是弯矩很小,轴力很大,故偏心很小,所以按轴心 受压计算,计算过程如下。取最底层验算(因为底层轴力最大) 。 l0=4200/700=6<8 查表得ψ =1.00

As’ =

N / (0.9? ) ? fcA <0 f y'

故 B 轴全部柱子只需要构造配筋即可。
2

实际配筋 5 20 ,As=1571mm 。

①框架柱斜截面计算
取 A 轴 5 层柱子 验算 V=236.65KN 1.验算截面尺寸: h0=h-as=700-40=640mm N 上=358.82KN N 下=411.12KN

hw h0 660 = = =0.94<4 b b 700
0.25β cfcbh0=0.25×1.0×14.3×700×660N=1501.5KN>V=236.65KN 满足要求 2.验算是否需要计算配箍筋(上截面): 0.3fcA=0.3×14.3×700×700N=2102.1KN>N 下=411.12KN> N 上=358.82KN λ =
3300 Hn = =2.5<3 2 ? 660 2h 0

1.75 1.75 ftbh0+0.07N= ×1.43×700×660+0.07×358.82=330.35>V=236.65KN ? ?1 2.5 ? 1 可以按构造配箍

验算是否需要计算配箍筋(下截面): 0.3fcA=0.3×14.3×700×700N=2102.1KN>358.82KN λ =
3300 Hn = =2.5 2 ? 660 2h 0

1.75 1.75 ftbh0+0.07N= ×1.43×700×660+0.07×411.12=330.36>V=236.65KN ? ?1 2.5 ? 1 可以按构造配箍
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表 6-4 A 轴柱子斜截面承载力验算 柱 层次 截面尺寸 组合 1 700×700 上截面 2899.71 264.14 3 否 下截面 2996.7 4 264.14 3 否 2 700×700 上截面 2220.45 274.52 3 否 下截面 2287.4 9 274.52 3 A 3 700×700 上截面 1537.4 2 238.5 3 否 下截面 1604.45 238.5 3 否 4 700×700 上截面 975.6 250.09 2.5 否 下截面 1027.9 250.09 2.5 否 5 700×700 上截面 358.82 236.65 2.5 否 下截面 411.12 236.65 2.5 否

N(KN) V(KN)

λ
是否需要 否 计算配箍 计算 箍筋

构造配 箍

构造配 箍

构 造 配 构造配 箍 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

表 6-5 B 轴柱子斜截面承载力验算 柱 层次 截面尺寸 组合 1 700×700 上截面 4265.23 269.52 3 否 下截面 4332.2 6 269.52 3 否 2 700×700 上截面 3418.22 286.52 3 否 下截面 3485.2 5 286.52 3 B 3 700×700 上截面 2598.8 1 239.19 3 否 下截面 2647.2 239.19 3 否 4 700×700 上截面 1618.8 2 177 2.5 否 下截面 1942.4 3 177 2.5 否 5 700×700 上截面 712 88.39 2.5 否 下截面 764.3 88.39 2.5 否

N(KN) V(KN)

λ
是否需要 否 计算配箍 计算 箍筋

构造配 箍

构造配 箍

构 造 配 构造配 箍 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

构造配 箍

55

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框架柱最终配筋
柱子保护层取 30mm , A 柱配筋:由规范规定,当混凝土偏心受压构件的截面高度 h≧600mm 时, 在柱的侧面上应设置直径为 10~16mm,间距不大于 300mm 的纵向构造筋。这里 考虑便于施工,将 A 轴 1~5 层柱子的单侧构造筋全部取 3 14。箍筋经验算可按 按构造配筋。

图 6-4 A 轴 5 层柱截面配筋图

图 6-5 A 轴 1~4 层柱截面配筋图
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B 柱配筋:按最不利情况配筋,即偏心情况下配筋,由规范规定,当混凝土 偏心受压构件的截面高度 h≧600mm 时, 在柱的侧面上应设置直径为 10~16mm, 间距不大于 300mm 的纵向构造筋。这里考虑便于施工,将 B 轴 1~5 层柱子的单 侧构造筋全部取 3 14。箍筋经验算可按按构造配筋。

图 6-6 B 轴 2~5 层柱截面配筋图

图 6-7 B 轴 1 层柱截面配筋图
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柱基础设计(柱下钢筋混凝土独立基础) :
作用在柱底的荷载标准值:M=85.87KN ?M N=2474.27KN V=61.96KN 作用在柱底的荷载效应基本组合设计值: M=108.9 KN ?M(1.2 组合) N=3122.88KN(1.35 组合) V=77.81KN(1.2 组合) (1)求地基承载力特征值 fa 初选埋深 1.5m 根据砂砾石层,η b=3.0 经反复试算基础宽度 3m

①A 轴边柱基础设计:

η d=4.4

γ =19

γ m=19

fa=fak+η bγ (b-3)+ η dγ m(d-0.5)=290+3×19×(3-3)+4.4× 19×(1.5-0.5)=373.6Pa
(2)初步选择基底尺寸 计算基础和回填土重 Gk 时的基础埋深 d=0.5×(1.5+1.65)=1.58m
2474.27 Fk = =7.2m2 373.6 ? 20 ?1.58 fa ? ? G d 由于偏心不大,基础底面积按 20%增大,即 A=1.2A0=1.2×7.2=8.68m2 初步选择基础底面积 A=l×b=3×3=9m2.

A0=

(3)验算持力层地基承载力 基础和回填土重 Gk=γ G?d?A=20×1.58×9=284.4kn 85.87 ? 61.96 ? 0.5 l l Mk 偏心距 ek= = =0.04m ( =0.5m) e< 2474.27 ? 284.4 6 6 Fk ? Gk 即 Pkmin>0 满足 基底最大压力 F ?G 6e 2474.27 ? 284.4 6 ? 0.05 Pkmax= k k ( 1+ k ) = × ( 1+ ) A l 9 3 =337.17kPa<1.2fa=448.32kPa 满足 最后,确定该柱基础底面长 l=3m,宽 b=3m (4)计算基底净反力 M 108.9 ? 77.81? 0.5 偏心距 e0= = =0.05m F 3086.62 基础边缘处的最大和最小净反力
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Pjmax =

6e F 3086.62 6 ? 0.05 (1+ 0 ) = ×(1+ )=354.4kPa lb 3? 3 9 l 6e 3086.62 6 ? 0.05 F (1- 0 )= ×(1)=331.5kPa 3? 3 9 l lb

Pjmin =

(5)基础高度 材料选用:C30 混凝土,HPB335 钢筋。采用阶段梯形基础。 ①柱边基础截面抗冲切验算 l=3m,b=3m,az=0.7m,bz=0.7m。 初步选择基础高度 h=550mm,从上至下分 250mm 和 300mm 两个台阶。 h0=450mm(有垫层)。 bz+2ho=0.7+2×0.5=1.7m<b=3m,取 ab=1.7m
bz +a b 700 ? 1700 = =1200mm 2 2 因为偏心受压,pj 取 pjmax

am=

冲切力:
l az b b -h0)b-( - z - h0)2] 2 2 2 2 3 0.7 3 0.7 =354.4×[( -0.5)×3-( - 0.5)2] 2 2 2 2 =541.3KN 抗冲切力:

Fl=pjmax[( -

0.7β

hpftamh0=0.7×1.0×1.43×10

3

×1.2×0.5
满足

=600.6KN> Fl
②变阶处抗冲切验算 初步取:at=b1=2m, a1=2m, at+2h01=2+2×0.25=2.5m<b=3m am= 冲切力:
a t +a b 2 ? 2.5 = =2.25m 2 2

h01=300-50=250mm 取 ab=2.5m。

l a1 b b -h01)b-( - 1 - h01)2] 2 2 2 2 3 2 3 2 =354.4×[( -0.25)×3-( - - 0.25)2] 2 2 2 2 =243.65 KN 抗冲切力: 0.7β hpftamh01=0.7×1.0×1.43×103×2.25×0.25 =563KN> Fl 满足

Fl=pjmax[( -

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(6)配筋计算 选用 HPB35 钢筋,fy=300N/mm2 ㈠ 基础长边方向 Ⅰ-Ⅰ截面(边柱) 柱边净反力 0.5(l ? a z ) pjⅠ=pjmin+ (pjmax- pjmin) l 0.5(3 ? 0.7) =331.5+ (354.4-331.5)=345.6kPa 3 悬臂部分净反力平均值: 1 (pjmax+ pjⅠ)=0.5×(354.4+345.6)=350kPa 2 弯矩: p ? pⅠ 1 j MⅠ = ( jmax ) l ? a z )2(2b+bz) ( 24 2 1 = ×350×(3-0.7)2×(2×3+0.7) 24

=516.8kN?m AsⅠ=
MⅠ 516.8 ?106 = =3828.15mm2 0.9 ? 300 ? 500 0.9 f y h0

Ⅲ-Ⅲ截面(变阶处) 变阶处净反力 0.5(l ? a1 ) pjⅢ=pjmin+ (pjmax- pjmin) l 0.5(3 ? 2) =331.5+ (354.4-331.5)=350.6 kPa 3 悬臂部分净反力平均值: 1 (pjmax+ pjⅢ)=0.5×(354.4+350.6)=352.5kPa 2 弯矩: p ? p jⅢ 1 MⅠ = ( jmax ) l ? a1 )2(2b+b1) ( 24 2 1 = ×351.6×(3-2)2×(2×3+2) 24

=117.5kN?m AsⅢ=
MⅢ 0.9 f y h01

=

117.5 ?106 =1740.7mm2 0.9 ? 300 ? 250

比较 AsⅠ和 AsⅢ应按 AsⅠ配筋,实际配 13 20,

AS=4084.6mm2>3828.15mm2
60

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㈡基础短边方向 因为该基础受单向偏心荷载作用,所以,在基础短边方向的基底反力可 1 按均匀分布计算,取 pj= ( pjmax+ pjmin)=342.96kPa 2 与长边方向的配筋计算方法相同,可得Ⅱ-Ⅱ截面(柱边)的计算配筋值 ASⅡ=3751.7mm2,Ⅳ-Ⅳ截面(变阶处)的计算配筋值 ASⅣ=1688mm2, 因此按 ASⅡ在短边方向配筋,由于要满足宽度内配筋受力筋间距在 100~200mm 的规范要求,故实际配 12 20,AS=3770.4mm 。
2

图 7-1 A 轴柱下钢筋混凝土独立基础剖面图

61

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②B 轴中柱基础设计:
作用在柱底的荷载标准值:M=9.2KN ?M N=4266.21KN V=6.57KN 作用在柱底的荷载效应基本组合设计值: M=11.7KN ?M(1.2 组合) N=5366.4KN(1.2 组合) V=8.3KN(1.2 组合) 由于作用在基础顶部的弯矩 剪力很小,估算出的偏心距很小,所以 B 轴 柱基础按轴心受压设计 (1)求地基承载力特征值 fa 初选埋深 1.5m 根据砂砾石层,η b=3.0 η d=4.4 经反复试算基础宽度 3.4m

γ =19

γ m=19

fa=fak+η bγ (b-3)+ η dγ m(d-0.5)=290+3×19×(3.5-3)+4.4 ×19×(1.5-0.5)=402.1Pa
(2)初步选择基底尺寸 计算基础和回填土重 Gk 时的基础埋深 d=0.5×(1.5+1.65)=1.58m
4266.21 Fk = =11.7m2 402.1 ? 20 ?1.58 fa ? ? G d 由于轴心受压,基础底面可不用增大,即 A≈A0=12.25m2 初步选择基础底面积 A=l×b=3.5×3.5=12.25m2.

A0=

(3)验算持力层地基承载力 基础和回填土重 Gk=γ 基底压力
G?d?A=20×1.58×9=284.4kn

Pk=

Fk ? Gk 4266.21 ? 284.4 = =371.5kPa<fa=402.1kPa A 12.25

满足
最后,确定该柱基础底面长 l=3.5m,宽 b=3.5m

(4)计算基底净反力 基础净反力

62

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Pj=p﹣

G F G 5366.4 284.4 = ﹣ = =295.8kPa 2 A lb A 12.25

(5)基础高度 材料选用:C30 混凝土,HPB335 钢筋。采用阶段梯形基础。 ① 柱边基础截面抗冲切验算 l=3.5m,b=3.5m,az=0.7m,bz=0.7m。 初步选择基础高度 h=600mm,从上至下分 250mm 和 350mm 两个台阶。 h0=450mm(有垫层)。 bz+2ho=0.7+2×0.55=1.8m<b=3m,取 ab=1.8m am=
bz +a b 700 ? 1800 = =1250mm 2 2

冲切力:
l az b b -h0)b-( - z - h0)2] 2 2 2 2 3.5 0.7 3.5 0.7 =295.8×[( -0.55)×3-( - 0.55)2] 2 2 2 2 =540.57KN 抗冲切力:

Fl=pj [( -

0.7β

3 hpftamh0=0.7×1.0×1.43×10 ×1.25×0.55

=688.18KN> Fl
②变阶处抗冲切验算 初步取:at=b1=2m, a1=2m, at+2h01=2+2×0.3=2.6m<b=3.5m am= 冲切力:
a t +a b 2 ? 2.6 = =2.3m 2 2

满足

h01=350-50=200mm 取 ab=2.6m。

Fl=pj [( -

l a1 b b -h01)b-( - 1 - h01)2] 2 2 2 2 3.5 2 3.5 2 =295.8×[( -0.3)×3-( - - 0.3)2] 2 2 2 2 =339.4 KN

抗冲切力:

0.7β

hpftamh01=0.7×1.0×1.43×10

3

×2.25×0.25

=690.69KN> Fl

满足

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(6)配筋计算 选用 HPB35 钢筋,fy=300N/mm2

㈠基础长边方向
Ⅰ-Ⅰ截面(边柱) 悬臂部分净反力: G F G 5366.4 284.4 Pj=p﹣ = ﹣ = =295.8kPa 2 A lb A 12.25 弯矩: 1 2 MⅠ = Pj( l ? a z ) (2b+bz) 24 1 = ×295.8×(3.5-0.7)2×(2×3.5+0.7) 24

=744kN?m
MⅠ 744 ?106 AsⅠ= = =5010mm2 0.9 ? 300 ? 550 0.9 f y h0
Ⅲ-Ⅲ截面(变阶处) 悬臂部分净反力: G F G 5366.4 284.4 Pj=p﹣ = ﹣ = =295.8kPa 2 A lb A 12.25 弯矩: 1 2 MⅠ = Pj( l ? a1 ) (2b+b1) 24 1 = ×295.8×(3.5-2)2×(2×3.5+2) 24

=249.6kN?m
249.6 ?106 AsⅢ= = =3081.5mm2 0.9 f y h01 0.9 ? 300 ? 300

MⅢ

比较 AsⅠ和 AsⅢ应按 AsⅠ配筋,实际配 16 20, AS=5027.2mm2>5010mm2 。

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㈡ 基础短边方向
因为是正方形基础,且为轴心受压,所以短边方向配筋同长 实际配 16 20,AS=5027.2mm2>5010mm2 。

图 7-2 B 轴柱下钢筋混凝土独立基础剖面图

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楼板设计
这里验算第 3 层楼面板验算。 (板厚 120mm。h0=120-20=100mm。C30 混凝土 ?1 fc=14.3N/mm2,HPB335 钢筋 fy=300N/mm2)

恒荷载设计值:g=4.2×1.2=5.04kN/m

q=3.5×1.3=4.55kN/m2 g+q=9.59 N/m2 净跨 l0=2700mm 连续板考虑塑性内力重分布的弯矩系数α
端支座: ?
1 14 1 中间支座: ? 14

2

1 16 1 离端第二跨跨中: 16

边跨跨中:

离端第二支座: ?

1 11 1 中间跨跨中: 16

M 端支座=-(g+q)l02/16=9.59×2.72/16=-4.37kN ?m M 边跨跨中=(g+q)l02/14=9.59×2.72/14=5 kN ?m M 离端第二支座=-( g+q)l02/11=9.59×2.72/11=-6.35 kN ?m M 离端第二跨跨中=(g+q)l02/16=4.37kN ?m M 中间支座=-(g+q)l02/14=-9.59×2.72/14=-5 kN ?m M 中间跨跨中=(g+q)l02/16=9.59×2.72/16=4.37kN ?m

图 8-1 3 层单向板的计算简图
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表 8-1 连续板各截面的配筋计算

板带部位截面 M(kN?m)

端支座 -4.37 0.031 0.032 218 φ 8@200 251

边跨跨中 5 0.035 0.036 245 φ 8@200 251

离 端 第 二 离 端 第 二 中间支座 支座 跨跨中 -6.35 4.37 -5 0.045 0.046 313 φ 8@160 314 0.031 0.032 218 φ 8@200 251 0.035 0.036 245 φ 8@200 251

中间跨跨 中 4.37 0.031 0.032 218 φ 8@200 251

α s=

M ?1 f c bho 2

ξ
As=ξ bh0 ?1 fc/fy 选配钢筋 实配钢筋面积 (mm2)

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参考文献
[1]混凝土结构设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2010 [2]建筑抗震设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2010 [3]建筑结构荷载规范. 北京.中国建筑工业出版社.2001 [4]建筑地基基础设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2001 [5]砌体结构设计规范. 北京.中国建筑工业出版社.2002 [6]建筑结构可靠度设计统一标准. 北京. 中国建筑工业出版社.2001 [7]包世华编著. 新编高层建筑结构设计. 北京.中国水利电力出版社.2003 [8]李碧雄、贾正甫、李章政、傅昶彬编著. 建筑结构设计. 北京 中国电力出版社. 2008 [9]熊峰.李章政.贾正甫.李碧雄编著. 结构设计原理. 北京.科学出版社.2002 [10]赵明华主编. 基础工程. 北京. 高等教育出版社.2003 [11]丰定国编著. 结构抗震设计. 武汉工业大学出版社.2003 [12]梁兴文 史庆轩主编.土木工程专业毕业设计指导.北京.科学出版社.2002 [13]沈蒲生编著.高层建筑结构设计例题. 北京.中国建筑工业出版社.2005 [14]周果行编著. 房屋结构毕业设计指南. 北京.中国建筑工业出版社.2004 [15]邱洪兴等编著. 建筑结构设计. 南京. 东南大学出版社.2002 [16]龙驭求等编著. 结构力学(上、下册). 北京. 高等教育出版社.2003

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四川大学锦江学院毕业论文(设计)

致谢
毕业设计的这段时间是我学生生涯中最有价值的一段时光。 这里有治学严谨 而不失亲切的老师,有互相帮助的同学,更有向上、融洽的学校生活氛围。借此 论文之际,我想向所有人表示我的谢意。 首先感谢我的指导老师。 本论文是在贾正甫老师的指导下和同学们的帮助下 修改完成的。在此,我要向他们的细心帮助和指导表示由衷的感谢。在这段时间 里, 我从他们身上不仅学到了许多的专业知识, 更感受到他们工作中的兢兢业业, 生活中的平易近人。 此外, 他们严谨的治学态度和忘我的工作精神值得我去学习。 非常感谢大家在我的毕业设计中,给予我极大的帮助,使我对整个毕业设计的思 路有了总体的把握,并耐心的帮我解决了许多实际问题,使我有了很大的收获。 感谢多年来传授我知识的老师们,更要感谢那些对我学习上支持和鼓励的 人。同时感谢所有关心帮助过我的同学、老师和学校。总之,在以后的学习生活 中我将以加倍的努力对给予我帮助的学校、老师及同学们的回报。

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