爱华网第八部分： 楼梯设计
一、 设计参数：
1、 楼梯结构平面布置图：
2、 层高3.6m，踏步尺寸150mm×300mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼
梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m。
二、 楼梯板计算：
板倾斜度 tgα=150/300=0.5 cosα=0.894 设板厚h=120mm，约为板斜长的1/30。 取1m宽板带计算。 1、 荷载计算：
梯段板的荷载：
97
2
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值 p=6.6×1.2+2.0×1.4=10.72 KN/m
2、 截面设计：
板水平计算跨度ln=3.3 m 弯矩设计值 M=pln/10 =10.72×3.3/10 =11.67 KN·m h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh0）=11.67×10/11/1000/100=0.106 rs=0.947
As=M /（rsfyh0）=11.67×10/0.947/210/100=586.82 mm 选Φ10@110,实有As=714 mm 分布筋Φ8，每级踏步下一根。
98
26
2
2
6
2
2
2
三、 平台板计算：
设平台板厚h=120mm，取1m宽板带计算。 1、荷载计算：
平台板的荷载：
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值 p=3.99×1.2+1.4×2.0=7.60 KN/m 2、截面设计：
板的计算跨度l0=2.1-0.2/2+0.12/2=2.06 m 弯矩设计值 M=pl0/10=7.60×2.06/10 =3.22 KN·m h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh0）=3.22×10/11/1000/100=0.029 rs=0.985
As=M /（rsfyh0）=3.22×10/0.985/210/100=155.67 mm 选Φ6@140,实有As=202 mm 分布筋Φ6，每级踏步下一根。
99
26
2
2
6
2
2
2
四、 平台梁计算：
设平台梁截面 b=200mm h=350mm 1、荷载计算：
平台梁的荷载：
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值 p=15.36×1.2+5.4×1.4=25.99 KN/m 2、截面设计：
计算跨度l0=1.05ln=1.05*（4.2-0.24）=4.16 m 内力设计值 M=pl0/8
=25.99×4.16/8 =56.22 KN·m
V=pln/2=25.99×（4.2-0.24）/2=51.46 KN 截面按倒L形计算，
bf=b+5hf=200+5×70=550 mm h0=350-35=315 mm
100
，
，
2
2
v
某 办 公 楼 框 架 结 构 设 计
专业：土木工程 姓名： 学号： 指导教师：
前 言
毕业设计是大学本科教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。
本组毕业设计题目为《某办公楼框架结构设计》。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师的审批和指正，使我圆满的完成了任务，在此表示衷心的感谢。
毕业设计的三个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。
框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。
二零零一年十二月十五日
内容摘要
本设计主要进行了结构方案中横向框架2、3、7、8轴框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了层间荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自震周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力，。 是找出最不利的一组或几组内力组合。 选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。 关键词： 框架 结构设计 抗震设计
Abstract
The purpose of the design is to do the anti-seismic design in the longitudinal frames of axis 2、3、7、8. When the directions of the frames is determined, firstly the weight of each floor is calculated .Then the vibrate cycle is calculated by utilizing the peak-displacement method, then making the amount of the horizontal seismic force can be got by way of the bottom-shear force method. The seismic force can be assigned according to the shearing stiffness of the frames of the different axis. Then the internal force (bending moment, shearing force and axial force ) in the structure under the horizontal loads can be easily calculated. After the determination of the internal force under the dead and live loads, the combination of internal force can be made by using the Excel software, whose purpose is to find one or several sets of the most adverse internal force of the wall limbs and the coterminous girders, which will be the basis of protracting the reinforcing drawings of the components. The design of the stairs is also be approached by calculating the internal force and reinforcing such components as landing slab, step board and landing girder whose shop drawings are completed in the end. Keywords : frames, structural design, anti-seismic design
毕业设计进度计划安排:
第一周 课题调研，选题、结构方案设计
第二周 复习结构设计有关内容，借阅相关规范及资料 第三周 导荷载、计算楼层荷载
第四周 计算结构自震周期、水平地震作用大小
第五、六周 水平地震力作用下的框架内力分析、计算 第七、八周 竖向荷载作用下的框架内力计算 第九周 框架内力组合分析、计算
第十周 义务劳动周
第十一周 楼层板配筋、框架梁配筋及构造 第十二周 框架柱配筋、框架节点配筋及构造 第十三周 TBSA计算及分析
第十四周 楼梯计算，整理计算书
第十五周 翻译科技资料，画图
第十六周 打印论文，准备答辩
目 录
第一部分：工程概况??????????????????????1 工程名称、建筑类型、建筑规模 ??????????????????1 柱网与层高 ???????????????????????????1 框架结构承重方案的选择 ?????????????????????2 框架结构的计算简图 ???????????????????????2 梁、柱截面尺寸的初步确定 ????????????????????3 第二部分：框架荷载计算????????????????????4 资料准备????????????????????????????4 重力荷载代表值的计算??????????????????????5 第三部分：竖向荷载作用下的内力计算 ????????????7 计算单元的选择确定???????????????????????7 荷载计算????????????????????????????8 内力计算????????????????????????????11 梁端剪力和柱轴力的计算?????????????????????16 第四部分：横向水平风荷载作用下框架结构的内力计算??22 第五部分：各构件控制截面上的控制内力???????23
框架梁?????????????????????????????23 框架柱?????????????????????????????26 第六部分：楼板设计??????????????????????32 楼板类型及设计方法的选择????????????????????32 弯矩计算????????????????????????????33
截面设计????????????????????????????35 第七部分：基础设计??????????????????????36 设计参数????????????????????????????36 基础配筋计算??????????????????????????37 第十部分： 科技资料翻译??????????????????104 科技资料原文 ?????????????????????????104 原文翻译 ???????????????????????????113 第十一部分：设计心得????????????????????120
参考资料 ???????????????????123
第一部分：工程概况
建筑地点：北京市
建筑类型：六层办公楼，框架填充墙结构。
建筑介绍：建筑面积约1000平方米，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架
结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌
块。
门窗使用：大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.2m×2.4m，窗为铝合金
窗，洞口尺寸为1.8m×2.1m。
地质条件：经地质勘察部门确定，此建筑场地为二类近震场地，设防烈度为8
度。
柱网与层高：本办公楼采用柱距为7.2m的内廊式小柱网，边跨为7.2m，中间
跨为2.4m，层高取3.6m，如下图所示：
柱网布置图
框架结构承重方案的选择：
竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主
梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。
根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。
框架结构的计算简图：
框架结构的计算简图
纵向框架组成的空间结构
横向框架组成的空间结构
本方案中，需近似的按纵横两个方向的平面框架分别计算。
梁、柱截面尺寸的初步确定：
1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取1/12×7200=600mm，截面宽度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*600。 2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算： （1）柱组合的轴压力设计值N=βFg E n
注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。 F按简支状态计算柱的负载面积。
g 可近似的取14KN/m。 E 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，n为验算截面以上的楼层层数。
（2）c
2
A≥N/uNfc
注：uN 为框架柱轴压比限值，本方案为二级抗震等级，查《抗震规
范》可知取为0.8。
fc 为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm。
3、计算过程： 对于边柱：
N=βFg E n=1.3×25.92×14×6=2830.464（KN）
Ac≥N/uNfc=2830.464×10/0.8/14.3=247418.18（mm） 取700mm×700mm 对于内柱：
N=βFg E n=1.25×34.56×14×6=3628.8（KN）
Ac≥N/uNfc=3628.8*10/0.8/14.3=317202.80（mm） 取700mm×700mm
梁截面尺寸（mm）
柱截面尺寸（mm）
3
2
3
2
2
第二部分：框架侧移刚度的计算
一、 横梁线刚度i b的计算：
二、纵梁线刚度
i b的计算：
三、 柱线刚度i c的计算：I=bh/12
3
四、各层横向侧移刚度计算： (D值法)
1、底层
①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8（9根） K=0.352
αc=(0.5+K)/(2+K)=0.362 Di1=αc×12×ic/h
2
=0.362×12×12.77×10/4700 =25112
②、A-1、A-4、A-6、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9 （8根） K=3.38/12.77=0.266 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.338 Di2=αc×12×ic/h
2
102
=0.338×12×12.77×10/4700
102
=23447
③、B-1、C-1、B-9、C-9 （4根） K=（2.5+3.38）/12.77=0.460 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.390 Di3=αc×12×ic/h
2
=0.390×12×12.77×10/4700
102
=27055
④、B-2、C-2、B-3、C-3、C-4、B-7、C-7
、
B-8、C-8 （9根）
K=（3.34+4.5）/12.77=0.614
αc=(0.5+K)/(2+K)=0.426
Di4=αc×12×ic/h
2 =0.426×12×12.77×10/4700 102
=29552
⑤、B-4、B-6、C-5、C-6 （4根） K=（3.34+3.38）/12.77=0.526
αc=(0.5+K)/(2+K)=0.406
Di5=αc×12×ic/h
2 =0.406×12×12.77×10/4700 102
=28165
⑥、B-5 （1根）
K=3.34/12.77=0.262
αc=(0.5+K)/(2+K)=0.337
Di6=αc×12×ic/h
2 =0.337×12×12.77×10/4700 102
=23378
∑D1=25112×9+23447×8+27055×4+29552×9+28165×4+23378 =923810
2、第二层：
①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8 （9根）
K=4.5×2/（12.4×2）=0.363
αc=K/(2+K)=0.154
Di1=α2
c×12×ic/h
=0.154×12×12.4×1010/36002
=17681
②、A-1、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9 K=3.38×2/（12.4×2）=0.273
αc=K/(2+K)=0.120
Di2=α2
c×12×ic/h
=0.120×12×12.4×1010/36002
=13778
③、A-5 （1根）
K=4.5/7.233=0.622
αc=（0.5+K）/(2+K)=0.428
Di3=αc×12×i2
c/h
=0.428×12×7.233×1010/83002 =5392
④、A-4、A-6 （2根）
6根） （
K=（4.5+3.8）/（12.4*2）=0.318 αc=K/(2+K)=0.137
Di4=αc×12×i2
c/h
=0.137×12×12.4×1010/36002
=15730
⑤、B-1、C-1、B-9、C-9 （4根）
K=（2.5+3.38）×2/（12.4×2）=0.474 αc=K/(2+K)=0.192
Di5=αc×12×ic/h2
=0.192×12×12.4×1010/36002
=22044
⑥、B-2、B-3、C-2、C-3、C-4、B-7、B-8、C-8 （9根）
K=（3.34+4.5）×2/（12.4×2）=0.632 αc=K/(2+K)=0.240
Di6=α2
c×12×ic/h
=0.240*12*12.4*1010/36002
=27556
⑦、B-4、B-6 （2根）
、 C-7
K=（3.34×2+4.5+3.38）/（12.4×2）=0.587 αc=K/(2+K)=0.227
Di7=αc×12×ic/h
2 =0.227×12×12.4×10/3600 102
=26063
⑧、C-5、C-6 （2根）
K=（3.34+3.38）×2/（12.4×2）=0.542 αc=K/(2+K)=0.213
Di8=αc×12×ic/h
2 =0.213×12×12.4×10/3600 102
=24456
⑨、B-5 （1根）
K=3.34×2/（12.4×2）=0.269
αc=K/(2+K)=0.119
Di9=αc×12×ic/h
2 =0.119×12×12.4×10/3600 102
=13663
∑D2=17681×9+13778×6+5392+15730×2+22044×4+27556
×9+26063×2+24456×2+13663
=729530
3、第三层至第六层：
①、A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8 （12根）
Di1=17681
②、A-1、A-9、D-1、D-9、D-5、D-6 （6根） Di2=13778
③、B-1、C-1、B-9、C-9 （4根） Di3=22044
④、B-2、B-3、B-4、B-5、C-2、C-3、C-4、B-6、B-7、B-8、C-7、C-8 根）
Di4=27556
⑤、C-5、C-6 （2根） Di5=24456
∑D3-6=17681×12+13778×6+22044×4+27556×12+24456×2 =762600 4、顶层：
①、D-5、D-6 （2根） K=3.38×2/（12.4×2）=0.273 αc=K/(2+K)=0.120 Di1=αc×12×i2
c/h
=0.120×12×12.4×1010/36002
=13778
②、C-5、C-6 （2根）
17
12（
K=（3.38×2+3.34）/（12.4×2）=0.407 αc=K/(2+K)=0.169 Di2=αc×12×ic/h
2
=0.169×12×12.4×10/3600
102
=19404
∑D顶=13778×2+19404×2=66364 由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：
∑D1/∑D2=923810/729530>0.7，故该框架为规则框架。
五、各层纵向侧移刚度计算： 同理，纵向框架层间侧移刚度为：
∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故该框架为规则框架。
第三部分：重力荷载代表值的计算
18
一、资料准备： 查《荷载规范》可取：
①、屋面永久荷载标准值（上人）
30厚细石混凝土保护层 22×0.03=0.66KN/m 三毡四油防水层 0.4 KN/m
20厚矿渣水泥找平层 14.5×0.02=0.29 KN/m 150厚水泥蛭石保温层 5×0.15=0.75 KN/m 120厚钢筋混凝土板 25×0.12=3.0 KN/m V型轻钢龙骨吊顶 0.25 KN/m （二层9mm纸面石膏板、有厚50mm的岩棉板保温层） 合计 5.35 KN/m ②、1-5层楼面：
木块地面（加防腐油膏铺砌厚76mm） 0.7 KN/m
2 22
22
2
2
2
120厚钢筋混凝土板 25×0.12=3.0 KN/m V型轻钢龙骨吊顶 0.25 KN/m
2
2
合计 3.95 KN/m ③、屋面及楼面可变荷载标准值：
上人屋面均布活荷载标准值 2.0 KN/m楼面活荷载标准值 2.0 KN/m
2
2
2
屋面雪荷载标准值 SK=urS0=1.0×0.2=0.2 KN/m
2
（式中ur为屋面积雪分布系数） ④、梁柱密度25 KN/m
19
2
蒸压粉煤灰加气混凝土砌块 5.5KN/m
二、重力荷载代表值的计算： 1、第一层： （1）、梁、柱：
3
（2）、内外填充墙重的计算： 横墙：
AB跨、CD跨墙：墙厚240mm，计算长度6500mm，计算高度3600-600=3000mm。 单跨体积：0.24×6.5×3=4.68m 单跨重量：4.68×5.5=25.74KN 数量：17
总重：25.74×17=437.58KN
BC跨墙：墙厚240mm，计算长度1700mm，计算高度3600-600=3000mm。
20
3
单跨体积：（1.7×3-1.5*2.4）×0.24=0.36m 单跨重量：0.36×5.5=1.98KN 数量：2
总重：1.98×2=3.96KN
3
厕所横墙：墙厚240mm，计算长度7200-2400=4800mm，计算高度
3600-120=3480mm。
体积：0.24×4.8×3.48=4.009m 重量：4.009×5.5=22.0495KN
横墙总重：437.58+3.96+22.0495=463.5895KN
纵墙：
①②跨外墙：单个体积：[（6.5×3.0）-（1.8×2.1×2）] ×0.24=2.8656 m
数量：12
总重：2.8656×12×5.5=189.1296KN
厕所外纵墙：体积：6.5×3.0-1.8×2.1=15.72 m
总重：15.72×5.5=86.46KN
楼梯间外纵墙：体积：3.5×3.0-1.8×2.1=6.72 m
总重：6.72×5.5=36.96KN
门卫外纵墙：体积：3.5×3.0-1.2×2.4=7.62m
总重：7.62×5.5=41.91KN
内纵墙：单个体积：(6.5×3.0-1.2×2.4*2) ×0.24=13.74m
3
3
33
3
3
单个重量：13.74×5.5=75.57KN
数量：12
总重：75.57×12=906.84KN
厕所纵墙：单个体积：0.24×（3.6-0.12）×4.93=4.1175m 单个重量：4.1175×5.5=22.6463KN
数量：2
总重：22.6463×2=45.2926KN
正门纵墙：总重：（1.8×6.5-1.8×2.1）×0.24×5.5=10.4544KN
纵墙总重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544
=1317.0466KN
（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）： 走廊窗户：
尺寸：1800mm×2100mm
自重：0.4KN/m 数量：26
重量：1.8×2.1×0.4×26=39.312KN
办公室窗户：
尺寸：1500mm×2100mm
自重：0.4KN/m 数量：2
重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN
2 2
3
总重：39.312+2.52=41.832KN
（4）、门重计算：
木门：尺寸：1200mm×2400mm 自重：0.15KN/m 数量：26.25
重量：1.2×2.4×0.15×26.25=11.34KN
铁门：尺寸：6500mm×3000mm 自重：0.4KN/m 数量：0.5
重量：6.5×3*0.4×0.5=3.9KN
总重：11.34+3.9=15.24KN
（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）： 面积：48.4416×13+117.4176+30.24=777.3984（m） 恒载：3.95×777.3984=3070.7237KN 活载：2.0×777.3984=1554.7968KN 由以上计算可知，一层重力荷载代表值为
2
2 2
G1=G 恒+0.5×G活
=（497.25+38.25）×1.05+（819+63）×1.05+1587.6×1.05+463.5895+1317.0466+41.832
+15.24+（3070.7237+1554.7968）×0.5 =9618.5836KN
注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。 2、第二层：
（1）、梁、柱
横梁：
AB跨：300mm×600mm 29.25KN×18根=526.5KN BC跨：250mm×400mm 4.25KN×9根=38.25KN
纵梁：
819+63=882KN
柱：
（2）、内外填充墙重的计算：
横墙总重：463.5895KN 纵墙：
比较第二层纵墙与第一层的区别有： 大厅：一层有铁门
二层A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有内墙。 比较异同后，可得第二层纵墙总重为：
1317.0466+（3.0×6.55-2×1.8×2.1）×0.24×5.5-3.9+（1.5×6.55-1.5×1.2）×0.24×5.5+（1.5×3.55-1.5×1.2）×0.24×5.5 =1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.653 =1344.3514KN
（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：
第一类：
尺寸：1800mm×2100mm
自重：0.4KN/m
数量：29
重量：1.8×2.1×0.4×29=43.848KN
第二类：
尺寸：1500mm×2100mm
自重：0.4KN/m
数量：2
重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN
总重：43.848+2.52=46.368KN
（4）、门重计算：
木门：尺寸：1200mm×2400mm
自重：0.15KN/m
数量：27.25
重量：1.2×2.4×0.15×27.25=11.772KN
（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：
面积：777.3984+11.16×6.96=855.072（m）
恒载：3.95×855.072=3377.5344KN
活载：2.0×855.072=1710.144KN
由以上计算可知，二层重力荷载代表值为
22 2 2
G2=G 恒+0.5×G活
=（526.5+38.25）×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+463.5895+1344.3514+46.368 +11.772+（3377.5344+1710.144）×0.5
=9910.1918KN
注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。
3、第三层至第五层：
比较其与第三层的异同，只有B④⑤、B⑤⑥不同，可得三到五重力荷载代表值为：
G3-5=9910.1918-10.593-4.653+（3.0×10.1-2×1.2×2.4）×0.24×5.5 =9927.3386KN
4、第六层重力荷载代表值的计算：
横梁：526.5+38.25=564.75KN
纵梁：882KN
柱：
计算高度：2100mm
截面：650mm×650mm
数量：36
总重：0.65×0.65×2.1×25×36=798.525KN
横墙：463.5895/2=231.7948KN
纵墙：（1344.3514+32.3928-10.593-4.653）/2=680.7491KN 窗重：46.368/2=23.184KN
木门重：门高2400mm，计算高度为门的1500mm以上，故系数
а=（2.4-1.5）/2.4=3/8
则木门重：11.772×3/8=4.4145KN
屋面恒载、活载计算：
恒载：855.072×5.35=4574.6352KN
活载：855.072×2.0=1710.144KN
雪载：855.072×0.2=171.0144KN
由以上计算可知，六层重力荷载代表值为
G6=G 恒+0.5×G活
=（564.75+882+798.525）×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+4574.6352 +（1710.144+171.0144）×0.5
=9753.4748KN
注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。
5、顶端重力荷载代表值的计算：
横梁：29.25×2=58.5KN
纵梁：15.75×2=31.5KN
柱：38.025×4=152.1KN
横墙：25.74×2=51.48KN
纵墙：
（3.0×3.55-1.2×2.4）×0.24×5.5+（3.0×3.55-1.8×2.1）×0.24×5.5 =19.3248KN
木门：1.2×2.4×0.15=0.432KN
窗：1.8×2.1×0.4=1.512KN
楼板恒载、活载计算：
面积：4.2×7.2=30.24m
恒载：30.24×5.35=161.784KN
活载：30.24×2.0=60.48KN
雪载：30.24×0.2=6.048KN
由以上计算可知，顶端重力荷载代表值为
G顶=G 恒+0.5×G活
=58.5+31.5+51.48+19.3248+152.1+0.432+1.512+161.784+(60.48+6.048) ×0.5 =543.1608KN
集中于各楼层标高处的重力荷载代表值G i的计算结果如下图所示：
2
第四部分：横向水平荷载作用下框架
结构的内力和侧移计算
一、横向自振周期的计算：
横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。
按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即：
Ge=543.1608×[1+3×3.6/（3.6×5+4.7）] =650.8153（KN）
基本自振周期T1（s）可按下式计算：
T1=1.7ψT （uT）
1/2
注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而
算得的结构顶点位移。
ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。 uT按以下公式计算：
VGi=∑Gk
（△u）i= VGi/∑D ij
T
u=∑（△u）k
注：∑D ij 为第i层的层间侧移刚度。 （△u）i为第i层的层间侧移。 （△u）k为第k层的层间侧移。 s为同层内框架柱的总数。
结构顶点的假想侧移计算过程见下表，其中第六层的Gi为G6和Ge之
29
和。
结构顶点的假想侧移计算
T1=1.7ψT （uT） =1.7×0.6×(0.265989)=0.526(s)
二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：
本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：
1、结构等效总重力荷载代表值Geq Geq=0.85∑Gi
=0.85×（9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+9753.4748+543.1608） =50666.3128（KN）
2、计算水平地震影响系数а
30
1
1/2
1/2
查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.30s。 查表得设防烈度为8度的аа1=（Tg/T1）а
0.9
max
max
=0.16
=（0.3/0.526）×0.16 =0.0965
3、结构总的水平地震作用标准值FEk
FEk=а1Geq
=0.0965×50666.3128 =4890.5658（KN）
因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s<T1=0.526s，所以应考虑顶部附加水平地震作用。顶部附加地震作用系数
δn=0.08T1+0.07=0.08×0.526+0.07=0.1121 △F6=0.1121×4890.5658=548.2324KN
各质点横向水平地震作用按下式计算： Fi=GiHiFEk（1-δn）/（∑GkHk） =4342.333（KN）
地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为 Vi=∑Fk（i=1，2，?n）
计算过程如下表：
31
0.9
各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：
（具体数值见上表） 三、多遇水平地震作用下的位移验算：
32
水平地震作用下框架结构的层间位移（△u）i和顶点位移u i分别按下列公式计算：
（△u）i = Vi/∑D ij u i=∑（△u）k
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。
计算过程如下表：
横向水平地震作用下的位移验算
由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/639<1/550，满足规范
要求。
四、水平地震作用下框架内力计算：
33
1、框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：
Vij=DijV i /∑Dij M
bij
=Vij*yh M
uij
=Vij（1-y）h
y=yn+y1+y2+y3
注：yn框架柱的标准反弯点高度比。
y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。 y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。 y框架柱的反弯点高度比。
底层柱需考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其它柱均无修正。 下面以②③⑦⑧轴线横向框架内力的计算为例：
各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）
例：第六层边柱的计算：
34
Vi1=17681×1241.908/762600=28.794（KN） y=y n=0.18（m） （无修正）
M i1=28.794×0.18×3.6=18.66（KN*m） M i1=28.794×（1-0.18）×3.6=85.00（KN*m）
各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）
2、梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算： M b=i M b=i
r l
l
b
ub
（Mi+1，j + M i，j）/（i（Mi+1，j + M i，j）/（i
r b
u
b u l b
+ i+ i
r b
） ）
r l b
r b
b
V b=（M b+ M b）/ l Ni=∑（V b- V b）k
35
l
r
l
具体计算过程见下表：
梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
例：第六层：
边梁 M b= M 6=85.00 KN·m
M b=113.08*4.5/（4.5+3.34）=64.91 KN·m 走道梁 M b =M b=113.08-64.91=48.17 KN·m
边柱N=0-20.82=-20.82 KN
中柱N=20.82-40.14=-19.32 KN
36
l
r
r l
u
②③⑦⑧轴线横向框架梁剪力图（KN） ②③⑦⑧轴线横向框架柱轴力图（KN）
第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算
（横向框架内力计算）
一、计算单元的选择确定：
取③轴线横向框架进行计算，如下图所示：
计算单元宽度为7.2m，由于房间内布置有次梁（b×h=200mm×400mm），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则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线与柱的中心线不重合，所以在框架节点上还作用有集中力矩。
二、荷载计算：
1、恒载作用下柱的内力计算：
恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
（1）、对于第6层，
q1、q1代表横梁自重，为均布荷载形式。
q1=0.3×0.6×25=4.5 KN/m
q1=0.25×0.4×25=2.5KN/m
q2、和q2分别为屋面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。 q2=5.35×3.6=19.26 KN/m
q2=5.35×1.8=9.63 KN/m
P1、P2分别由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括主梁自重、
次梁自重、楼板重等重力荷载，计算如下：
P1=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2] ×5.35+4.5×7.2
+0.2×0.4×25×7.2=132.95 KN
P2=[（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×1.8/2+（2.7+3.6）×2×1.2
/2] ×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=173.39 KN
，，，，
集中力矩M1=P1e1
=132.95×（0.65-0.3）/2
=23.27 KN·m
M2=P2e2
=173.39×（0.65-0.3）/2
=30.34 KN·m
（2）、对于2-5层，
包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载，其它荷载的计算方法同第6层。 q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46 KN/m
q1=0.25×0.4×25=2.5KN/m
q2、和q2分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。 q2=3.95×3.6=14.22 KN/m
q2=3.95×1.8=7.11 KN/m
外纵墙线密度 [（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×2.1×
0.4]/7.2=2.99 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×25×7.2 =130.28 KN
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.46×7.2+0.15×0.3×25×7.2 =167.13 KN
集中力矩M1=P1e1
=130.28×（0.65-0.3）/2
=22.80 KN·m
，，，
M2=P2e2
=167.13×（0.65-0.3）/2 =29.25 KN·m
（3）、对于第1层，
柱子为700mm×700mm，其余数据同2-5层，则 q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46 KN/m q1=0.25×0.4×25=2.5KN/m
q2、和q2分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。 q2=3.95×3.6=14.22 KN/m q2=3.95×1.8=7.11 KN/m
外纵墙线密度 [（7.2×3.0-1.8×2.1×2）×0.24×5.5+2×1.8×
2.1*0.4]/7.2=2.99 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（4.5+2.99）×7.2+0.2×0.4×25×7.2 =130.28 KN
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+8.46×7.2+0.2×0.4×25×7.2 =167.13 KN 集中力矩M1=P1e1
=130.28×（0.70-0.3）/2 =26.06 KN·m M2=P2e2
=167.13×（0.70-0.3）/2 =33.43 KN·m
41
，
，
，
2、活载作用下柱的内力计算：
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
（1）、对于第6层，
q2=2.0×3.6=7.2 KN/m q2=2.0×1.8=3.6 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN
，
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN 集中力矩M1=P1e1
=34.56×（0.65-0.3）/2 =6.05 KN·m M2=P2e2
=49.68×（0.65-0.3）/2 =8.69 KN·m 同理，在屋面雪荷载的作用下： q2=0.2×3.6=0.72 KN/m q2=0.2×1.8=0.36 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×0.2=3.456 KN
42
，
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×0.2=4.968 KN 集中力矩M1=P1e1
=3.456×（0.65-0.3）/2 =0.605 KN·m M2=P2e2
=4.968×（0.65-0.3）/2 =0.869 KN·m
（2）、对于第2-5层，
q2=2.0×3.6=7.2 KN/m q2=2.0×1.8=3.6 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN 集中力矩M1=P1e1
=34.56*（0.65-0.3）/2 =6.05 KN·m M2=P2e2
=49.68*（0.65-0.3）/2 =8.69 KN·m
（3）、对于第1层，
q2=2.0×3.6=7.2 KN/m q2=2.0×1.8=3.6 KN/m
P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 KN
43
，，
P2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 KN 集中力矩M1=P1e1
=34.56×（0.70-0.3）/2 =6.91 KN·m M2=P2e2
=49.68×（0.70-0.3）/2 =9.94 KN·m
将计算结果汇总如下两表：
横向框架恒载汇总表
横向框架活载汇总表
注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。
44
3、恒荷载作用下梁的内力计算：
恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
等效于均布荷载与梯形、三角形荷载的叠加。α=a/l=2.4/7.2=1/3
（1）、对于第6层，
-MAB=q1l1/12+q2l1（1-2α+α）
=4.5×7.2/12+19.26×7.2×[1-2×（1/3）+（1/3）]/12 =87.24 （KN*m）
-MBC=q1l2/12+5q2l2/96
=2.5×2.4/12+5×9.63*2.4/96
=4.09 （KN·m）
（2）、对于第1-5层，
-MAB=q1l1/12+q2l1（1-2α+α）
=8.46×7.2/12+14.22×7.2×[1-2×（1/3）+（1/3）]/12 =86.60 （KN·m）
-MBC=q1l2/12+5q2l2/96
=2.5×2.4/12+5×7.11×2.4/96
=3.33 （KN·m）
22，2，22223222322，2，222232223
4、活荷载作用下梁的内力计算：
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：
对于第1-6层，
-MAB=q2l1（1-2α+α）
=7.2×7.2×[1-2×（1/3）+（1/3）]/12
=25.34 （KN·m）
-MBC= 5q2l2/96
=5×3.6×2.4/96
=1.08 （KN·m）
三、内力计算：
梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架，弯矩计算如下图所示：
2，2223223
四、梁端剪力和柱轴力的计算：
1、恒载作用下：
例：第6层：荷载引起的剪力：VA=VB=（19.26×4.8+4.5×7.2）/2 =62.42 KN
VB=VC=（9.63×1.2+2.5×2.4）/2 =8.78 KN
本方案中，弯矩引起的剪力很小，可忽略不计。 A柱： N顶=132.95+62.42=195.37 KN 柱重：0.65×0.65×3.6×25=38.02 KN N底= N顶+38.02=233.39 KN B柱： N顶=173.39+64.42+8.78=246.59 KN 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
2、活载作用下：
例：第6层：荷载引起的剪力：AB跨：VA=VB=7.2×4.8/2=17.28 KN BC跨：VB=VC=3.6×1.2/2=2.16 KN A柱：N顶= N底=34.56+17.28=51.84 KN B柱：N顶= N底=49.68+17.28+2.16=69.12 KN
活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
五、框架梁的内力组合：
1、结构抗震等级：
根据《抗震规范》，本方案为二级抗震等级。 2、框架梁内力组合：
本方案考虑了三种内力组合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35 SGk +1.0 SQk
及1.2SGE+1.3SEk。
考虑到钢筋混凝土结构具有塑性内力重分布的性质，在竖向荷载下可
以适当降低梁端弯矩，进行调幅（调幅系数取0.8），以减少负弯矩钢筋的
拥挤现象。
ηvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。
各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表：
53
54
3、跨间最大弯矩的计算：
以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程。
计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。
1）均布和梯形荷载下，如下图：
VA= -（MA+MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2
若VA-（2q1+q2）al/2≤0，说明x≤al，其中x为最大正弯
矩截面至A支座的距离，则x可由下式求解：
VA-q1x-xq2/（2al）=0
将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值：
Mmax=MA+VAx-q1x/2-xq2/（6al）
若VA-（2q1+q2）al/2>0，说明x>al，则
x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）
可得跨间最大正弯矩值：
Mmax=MA+VAx-（q1+ q2）x/2+alq2（x-al/3）/2
55
2232
若VA≤0，则Mmax=MA
2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：
VA= -（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4
x可由下式解得： VA=q1x+xq2/l
可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x/2-xq2/3l
第1层AB跨梁：
梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15 KN/m
q2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38 KN/m 左震： MA=270.47/0.75=360.63 KN·m
MB=-367.14/0.75=-489.52 KN·m
VA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2
=-（360.63+489.52）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3 =-30.22 KN<0
则Mmax发生在左支座，
Mmax =1.3MEk-1.0MGE
=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）
=375.72 KN·m
γ
56 Remax232M=0.75×375.72=281.79 KN·m
右震： MA=-406.29/0.75=-541.72 KN·m
MB=226.48/0.75=301.97 KN·m
VA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2
=（541.72+301.97）/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3 =205.03 KN
由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4m x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）
=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38） =5.73m
Mmax=MA+VAx-（q1+q2）x/2+alq2（x-al/3）/2
=-541.72+205.03×5.73-（10.15+21.38）×（5.73）/2
+21.38×2.4×（5.73-2.4/3）/2 =241.98 KN·m
γ
REmax
2
2
M=0.75×241.98=181.48 KN·m
其它跨间的最大弯矩计算结果见下表： 跨间最大弯矩计算结果表
4、梁端剪力的调整：
抗震设计中，二级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：
V=γ
Re
[ηvb（Mb +Mb）/ln +V Gb]
l r
（1）、对于第6层， AB跨：受力如图所示：
梁上荷载设计值：q1=1.2×4.5=5.4 KN/m
q2=1.2×（19.26+0.5×7.2）=27.43 KN/m V Gb=5.4×7.2/2+27.43×4.8/2=85.27 KN ln=7.2-0.65=6.55 m 左震：Mb=18.54/0.75=24.72 KN·m Mb=-132.97/0.75=-177.29 KN·m V=γ
Re
r l
[ηvb（Mb +Mb）/ln +V Gb]
l r
=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/6.55+85.27] =91.71 KN
右震：Mb=147.21/0.75=196.28 KN·m Mb=6.4/0.75=8.53 KN·m
r l
V=γ
Re
[ηvb（Mb +Mb）/ln +V Gb]
l r
=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/6.55+85.27] =92.09 KN BC跨：受力如图所示：
梁上荷载设计值：q1=1.2×2.5=3.0 KN/m
q2=1.2×（9.63+0.5*3.6）=13.72 KN/m V Gb=3.0×2.4/2+13.72×1.2/2=11.83 KN ln=2.4-0.65=1.75 m
左震：Mb= Mb=36.72/0.75=48.96 KN·m V=γ
Re
l
r
[ηvb（Mb +Mb）/ln +V Gb]
l r
=0.75×[1.2×2×48.96/1.75+11.83] =59.23 KN
右震：Mb= Mb=57.21/0.75=76.28 KN·m V=γ
Re
l
r
[ηvb（Mb +Mb）/ln +V Gb]
l r
=0.75×[1.2×2×76.28/1.75+11.83] =87.33 KN
（2）、对于第1-5层，
AB跨：q1=1.2×8.46=10.15 KN/m
q2=1.2×（14.22+0.5×7.2）=21.38 KN/m V Gb=10.15×7.2/2+21.38×4.8/2=87.85 KN BC跨：q1=1.2×2.5=3.0 KN/m
q2=1.2×（7.11+0.5×3.6）=10.69 KN/m V Gb=3.0×2.4/2+10.69×1.2/2=10.01 KN
剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调
整表。
六、框架柱的内力组合：
取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表： 横向框架A柱弯矩和轴力组合
61
横向框架B柱弯矩和轴力组合
62
七、柱端弯矩设计值的调整：
1、A柱：
第6层，按《抗震规范》，无需调整。
第5层，柱顶轴压比[uN] = N/Ac fc=489.24×10/14.3/650
3
2
=0.08<0.15，无需调整。
柱底轴压比[uN] = N/Ac fc=523.45×10/14.3/650
3
2
=0.087<0.15，无需调整。
第4层，同理也无需调整。
第3层，柱顶轴压比[uN] = N/Ac fc=1081.13×10/14.3/650
=0.179>0.15。
63
3
2
可知，一、二、三层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要
求：
ΣMc=ηcΣMb
注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组
合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。
ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组
合的弯矩设计值之和。
ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。
64
横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整 （相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）
2、B柱：
第6层，按《抗震规范》，无需调整。
经计算当轴力N=fc Ac=0.15×14.3×650/10=902.26 KN 时， 方符合调整的条件，可知B柱调整图如下：
2
3
横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整
八、柱端剪力组合和设计值的调整：
例：第6层：恒载SGk =（M上+M下）/h=（-54.84-36.41）/3.6=-25.35 活载SQk =（M上+M下）/h=（-16.43-10.94）/3.6=-7.6 地震作用SEk =（M上+M下）/h=（85.00+18.66）/3.6=28.79 调整：1.2×（143.22+60.09）/3.6=67.77
横向框架A柱剪力组合与调整（KN）
同理，
横向框架B柱剪力组合与调整（KN）
第六部分：截面设计
一、框架梁：
以第1层AB跨框架梁的计算为例。
1、梁的最不利内力：
经以上计算可知，梁的最不利内力如下： 跨间： Mmax=281.79 KN·m 支座A：Mmax=406.29 KN·m 支座B：Mmax=367.14 KN·m 调整后剪力：V=182.70 KN 2、梁正截面受弯承载力计算：
抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：
（1）、考虑跨间最大弯矩处：
按T形截面设计，翼缘计算宽度bf按跨度考虑，取bf=l/3=7.2/3=2.4m =2400mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy=310N/mm），h0=h-a=600-35= 565mm，因为
fcm bfhf（ h0- hf/2）
=13.4×2400×120×（565-120/2） =1948.90KN·m>994.06 KN·m
属第一类T形截面。
，
，
，
，
2
，
，
l
下部跨间截面按单筋T形截面计算：
αs=M/（fcmbfh0）=281.79×10/13.4/2400/565=0.027 ξ=1-（1-2αs）=0.027
As=ξfcmbfh0/fy=0.027×13.4×2400×565/310=1582.58 mm 实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=1742 mm。 ρ=1742/300/565=1.0%>ρ
min
2
，
2
1/2
，
2
6
2
=0.25%，满足要求。
梁端截面受压区相对高度：
ξ=fyAs/（fcmbfh0）=310×1742/13.4/2400/565<0.35，符合二级抗震设计要求。
（2）、考虑两支座处：
将下部跨间截面的2Ф25、2Ф22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As=1742 mm，再计算相应的受拉钢筋As，即
支座A上部，
αs=[M- fy As(h0-a)]/（fcmbfh0）
=[406.29×10-310×1742×(565-35) ]/13.4/300/565 =0.199
ξ=1-（1-2αs）=0.224 可近似取
As=M/fy/(h0-a)=406.29×10/310/（565-35）=2472.86 mm 实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724 mm。
2
,
6
2
1/26
2
,
，
,
，
2
，
2
，
支座B上部：
As=M/fy/(h0-a)=367.14×10/310/（565-35）=2234.57 mm 实配钢筋2Ф25、2Ф22，As=2724 mm。
ρ=2724/300/565=1.6%>ρ
min
2
,
6
2
l
=0.3%，又As/ As =1742/2724=0.64>0.3，
，
满足梁的抗震构造要求。
3、梁斜截面受剪承载力计算：
（1）、验算截面尺寸： hw=h0=565mm
hw/b=565/300=1.88<4,属厚腹梁。 0.25fcmbh0=0.25×14.3×300×565 =605962.5N>V=182700N 可知，截面符合条件。 （2）、验算是否需要计算配置箍筋： 0.07fcmbh0=0.07×14.3×300×565 =169669.5N<V=182700N 可知，需按计算配箍。
（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：
梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，
fyv=210N/mm,则
0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s
=0.07×14.3×300×565+1.5×210×2×50.3×565/100 =348712.4N>182700N
ρsv= nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρ
svmin
=0.02fcm/fyv
=0.02×14.3/210=0.14%
加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满
足构造要求。 配筋图如下图所示：
其它梁的配筋计算见下表：
73
二、框架柱：
1、柱截面尺寸验算：
根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的M、V和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。
柱的剪跨比和轴压比验算
74
c
c
例：第1层A柱：
柱截面宽度：b=700 mm
柱截面有效高度：h0=700-40=660 mm 混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=14.3 N/mm 柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。 Mc=508.12/0.75=677.49（KN·m）
柱端剪力计算值：Vc =192.89/0.75=257.19 KN
柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=1746.62/0.75=2328.83 KN 剪跨比：Mc/Vch0=677.49*10/257.19/660=3.99>2
3
2
轴压比：N/fcmbh0=2328.83*10/14.3/700/660=0.353<0.8
2、柱正截面承载力计算：
先以第1层A柱为例，
（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=508.12 KN·m，N=1746.62 KN 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=508.12×10/(1746.62×10)
=290.92 mm
附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大
值，即700/30=23.33mm，故取ea=23.33 mm。
柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱， l0=1.0H=4.7m
初始偏心矩：ei=e0+ea=290.92+23.33=314.25 mm
因为长细比l0/h=4700/700=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。 ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×700/（1746.62×10）=2.006>1.0
75
2
36
3
3
取ξ1=1.0
又l0/h<15，取ξ2=1.0 得η=1+ l0ξ1ξ2h0/1400eih =1+6.71×660/1400/314.25 =1.068
轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离 e=ηei+h/2-as
=1.068×314.25+700/2-40 =645.62 mm 对称配筋：
ξ=x/h0=N/fcmbh0=1746.62×10/14.3/700/660 =0.264<ξb=0.544 为大偏压情况。
As=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ) fcmb h0]/fy/(h0-as)
=[1746.62×10×645.62-0.264×(1-0.5×0.264) ×14.3×700
×660]/310/(660-40)=668.41(mm)
(2)、最不利组合二：Nmax=2198.06KN， M=-17.93KN·m
此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。 轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=17.93×10/(2198.06×10)
=8.16mm
初始偏心矩：ei=e0+ea=8.16+23.33=31.49mm
长细比l0/h=4700/700=6.71>5，故应考虑偏心矩增大系数η。
76
6
3
2
2
3
,
2
,
,
3
22
2
ξ1=0.5fcmA/N=0.5×14.3×700/（2198.06×10）=1.594>1.0
取ξ1=1.0
又l0/h<15，取ξ2=1.0 得η=1+ l0ξ1ξ2h0/1400eih =1+6.71×660/1400/31.49 =1.674
ηei=1.674×31.49=52.71mm<0.3h0=0.3×660=198mm,故为小偏心
受压。
轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离 e=ηei+h/2-as =52.71+700/2-40 =362.71mm
ξ=（N-ξbfcmbh0）/[ (Ne-0.45fcmbh0)/(0.8-ξb)/(h0-as) +fcmbh0 ]+ξb 按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh0.
因为N=2198.06KN<ξbfcmbh0=0.544×14.3×700×660=3593.99KN 故可按构造配筋，且应满足ρ
故
As=As=ρ
,
smin
min
2
2
,
22
2
23
=0.8%，单侧配筋率ρ
smin
≥0.2%，
bh=0.2%×700×700=980mm
,
2
2
选4Ф20，As=As=1256mm
总配筋率ρs=3×1256/700/660=0.82%>0.8%
3、柱斜截面受剪承载力计算：
以第1层A柱为例，
77
查表可知：框架柱的剪力设计值V c=192.89KN
剪跨比λ=3.99>3，取λ=3 轴压比n=0.353
考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值
N=1746.62KN<0.3fcmbh=0.3×14.3×700/10=2102.1KN 故取N=1746.62KN 1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N
=1.05×1.5×700×660/(3+1)+0.056×1746.62×10 =279723.22N>192890N 故该层柱应按构造配置箍筋。
柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρ
柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor
=78.5×650×8/100/650/650 =1.0%>0.6%,符合构造要求。
注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。 Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。 s为箍筋间距。
78
vmin
32
3
=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%
非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，柱的配筋图如
下图所示：
其它各层柱的配筋计算见下表：
79
80
81
82
83
三、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算：
以第1层中节点为例，由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核芯区的剪力设计值，因为节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即
hb=(600+400)/2=500mm hb0=(565+365)/2=465mm
二级框架梁柱节点核芯区组合的剪力设计值Vj按下式计算：
Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as)/(Hc-hb)]/ (hb0-as)
注：Hc为柱的计算高度，可采用节点上、下柱反弯点之间的距离，
即
Hc=0.54×3.6+0.65×4.7=5.0 m
84
,
ΣMb为节点左右梁端逆时针或顺时针方向组合弯矩设计值
之和，即ΣMb=（367.14+226.77）/0.75=791.88 KN·m
可知，剪力设计值
Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as)/(Hc-hb)]/ (hb0-as)
=1.2×791.88×10×[1-（465-35）/（5000-500）]/（465-35） =1998.67 KN
节点核芯区截面的抗震验算是按箍筋和混凝土共同抗剪考虑的，设
计时，应首先按下式对截面的剪压比予以控制：
Vij≤0.30ηjfcmbjhj/γ
RE 3
,
注：ηj为正交梁的约束影响系数，楼板为现浇，梁柱中心重合，
可取1.5。
bj、hj分别为核芯区截面有效验算宽度、高度。 为验算方向柱截面宽度。 bj=bc=700mm, hj=700mm 可知，0.30ηjfcmbjhj
=0.30×1.5×14.3×700×700/0.75 =4204200N≥Vj=1998670N，满足要求
节点核芯区的受剪承载力按下式计算：
Vj≤[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as)/s]/γ
,
RE
2
注：N取第2层柱底轴力N=1120.69KN和0.5fcmA=0.5×14.3×700
=3503.5KN二者中的较小值，故取N=1120.69KN。
该节点区配箍为4Ф10@100，则
[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as)/s]/γ
,
RE
3
=[1.1×1.5×1.5×700×700+0.05×1.5×1120.69×10+210× 4×78.5×（465-35）/100]/0.75=2107125N≥Vj=1998670N
故承载力满足要求。
其它框架梁柱节点核芯区截面抗震验算见下表：
第七部分： 楼板设计
一、楼板类型及设计方法的选择：
对于楼板，根据塑性理论，l02/l01<3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01=2，故属于双向板。设计时按塑性铰线法设计。 二、设计参数：
1、 双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：
2、 设计荷载：
（1）、对于1-5层楼面，活载： q=1.3×2.0=2.6 KN/m
恒载： g=1.2×3.95=4.74 KN/m q+g=4.74+2.6=7.34 KN/m
（2）、对于6层屋面， 活载： q=1.3×（2.0+0.2）=2.86 KN/m
恒载： g=1.2×5.35=6.42 KN/m
q+g=2.86+6.42=9.28 KN/m
2 2
2
222
3、 计算跨度：
（1）、内跨：l0=lc-b （lc为轴线长、b为梁宽） （2）、边跨：l0=lc-250+50-b/2
4、 楼板采用C30混凝土，板中钢筋采用I级钢筋，板厚选用120mm，
h/ l01=120/3600=1/30≥1/50，符合构造要求。
三、弯矩计算：
首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。
取m2=аm1, а=1/n=1/4=0.25 （其中n为长短跨比值）
取β
，1
2
=β
，，1
=β
I
，2
=β
，，2I
=2，然后利用下式进行连续运算：
II
2
2M1u+2M2u+ M1u+M1u+M2u+ M2u=Pu l01（3 l02- l01）/12
对于1-5层楼面，
A区板格： l01=lc-250+50-b/2 =3600-250+50-300/2 =3250 mm
l02=lc-250+50-b/2 =7200-250+50-300/2 =6850 mm
M1=m1（l02-l01/2）+m1l01/4 = m1（6.85-3.25/2）+3.25m1/4 =6.04m1
89
II
M2=m2l01/2+m2l01/4 = 3.25m2/2+3.25m2/4 =2.44m2=2.44*0.25m1=0.61m1
M1= M1=-2m1l02=-2m1×6.85=-13.7m1（支座总弯矩取绝对值计算） M2= M2=-2m2l01=-2m2×3.25=-6.5m2=-1.62m1
将以上数据代入公式
2M1u+2M2u+ M1u+M1u+M2u+ M2u=Pu l01（3 l02- l01）/12 得 2×6.04m1+2×0.61m1+2×13.7m1+2×1.62m1 =7.34×3.25×（3×6.85-3.25）/12 43.94m1=111.77
m1=2.54 KN·m
m2=0.25*2.54=0.64 KN·m
m1=0，m1=（-2）*1.40=-2.80 KN·m （和E的M1相等） m2=0，m2=（-2）*0.82=-1.64 KN·m （和F的M2相等）
对其它区格板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得计算结果列于下
表：
90
I
II
II
I
II
II
2
I
II
I
II
2
I
II
I
II
按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（1-5层楼面）
91
同理，对6层屋面，有下表：
按塑性铰线法计算弯矩表（KN·m）（6层屋面）
92
四、截面设计：
受拉钢筋的截面积按公式As=m/（rsh0fy），其中rs取0.9。
对于四边都与梁整结的板，中间跨的跨中截面及中间支座处截面，其弯矩设计值减小20%。
钢筋的配置：符合内力计算的假定，全板均匀布置。 以第1层A区格l1方向为例，
截面有效高度 h01=h-20=120-20=100 mm
As=m/（rsh0fy）=2.54×10/0.9/210/100=134.39 mm 配筋φ6@200，实有As=28.3×1000/200=141.5 mm
对于1-5层楼面，各区格板的截面计算与配筋见下表：
按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表
2
6
2
93
94
同理，对于6层屋面，各区格板的截面计算与配筋见下表： 按塑性铰线法计算的截面计算与配筋表
95
96
经计算属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh0）=56.22×10/11/550/315=0.094 rs=0.953
As=M /（rsfyh0）=56.22×10/0.953/210/315=891.8 mm 选3Φ20,实有As=941 mm
斜截面受剪承载力计算， 配置箍筋Φ6@200, 则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s
=0.07×10×200×315+1.5×210×2×28.3×315/200 =72180N>51460N 满足要求。
2
6
2
2
6
2
第九部分： 框架变形验算
多遇水平地震作用下框架层间弹性位移验算以在第四部分中给出，在此不再赘述。现考虑罕遇水平地震作用下框架层间弹塑性位移计算。
一、 梁的极限抗弯承载力计算：
计算时，采用构件实际配筋和材料的强度标准值，可近似地按下式计算： Mbu=Asfyk（h0-as） 注：为钢筋强度标准值 计算过程和结果见下表：
，
二、 柱的极限抗弯承载力计算：
根据《抗震规范》，当柱轴压比小于0.8时，其极限抗弯承载力可按下式计算，并且计算时采用构件的实际配筋和材料强度标准值： Mcu=Asfyk（hc0-as）+0.5Nhc（1-N/bchcfcmk） 注：fcmk为混凝土弯曲抗压强度标准值
N为考虑地震组合时相应于设计弯矩的轴力
bc、hc、hc0为柱截面的宽度、高度、有效高度。
计算过程和结果见下表：
，
三、 确定柱端截面有效承载力Mc：
节点A6：因Mbu<Mcu，223.00 KN·m<719.57 KN·m， 所以，Mc6=Mbu=223.00 KN·m
节点A5：因Mbu<ΣMcu，304.68 KN·m<719.57+719.74 KN·m， 所以，Mc6=Mbu×k6/（k5+k6）=304.68/2=152.34 KN·m
Mcu6=719.57 KN·m
取较小值152.34 KN·m
Mc5=Mbu×k5/（k5+k6）=304.68/2=152.34 KN·m
Mcu5=719.74 KN·m 取较小值152.34 KN·m
节点A4：Mc5=203.38 KN·m Mc4=203.38 KN·m 节点A3：Mc4=254.34 KN·m
lul
uu
llu
Mc3=254.34 KN·m 节点A2：Mc3=273.34 KN·m Mc2=273.34 KN·m
节点A1：Mc2=627.46×1.0/（1.0+1.03）=309.09 KN·m Mc1=627.46×1.03/（1.0+1.03）=318.37 KN·m 柱底A0：Mc1=ΣMcu1=783.38 KN·m 节点B6：Mc6=223.00+84.02=307.03 KN·m 节点B5：Mc6=224.22 KN·m Mc5=224.22 KN·m 节点B4：Mc5=308.41 KN·m Mc4=308.41 KN·m 节点B3：Mc4=401.10 KN·m Mc3=401.10 KN·m 节点B2：Mc3=429.60 KN·m Mc2=429.60 KN·m
节点B1：Mc2=（627.46+355.64）×1.0/（1.0+1.03）=484.29 KN·m Mc1=（627.46+355.64）×1.03/（1.0+1.03）=498.82 KN·m 柱底B0：Mc1=ΣMcu1=783.55 KN·m 四、 各柱的受剪承载力Vyij的计算：
理论依据：第i层第j根柱的受剪承载力计算公式为：
Vyij=（Mcij + Mcij）/Hni
注：Hni为第i层的净高，可由层高H减去该层上、下梁高的1/2求得。
105
u
l
l
l
ulululululul
l
ulul
u
可得：Vy6A =（223.00+152.34）/（3.6-0.6）=125.11 KN Vy5A =（152.34+203.38）/（3.6-0.6）=151.57 KN Vy4A =（203.38+254.34）/（3.6-0.6）=152.57 KN Vy3A =（254.34+273.34）/（3.6-0.6）=175.89 KN Vy2A =（273.34+309.09）/（3.6-0.6）=194.14 KN Vy1A =（318.37+783.38）/（4.7-0.6/2）=250.40 KN
Vy6B =（307.02+224.22）/（3.6-0.6）=177.08 KN Vy5B =（224.22+308.41）/（3.6-0.6）=177.54 KN Vy4B =（308.41+401.10）/（3.6-0.6）=236.50 KN Vy3B =（401.10+429.60）/（3.6-0.6）=276.90 KN Vy2B =（429.60+484.29）/（3.6-0.6）=304.63 KN
Vy1B =（498.82+783.55）/（4.7-0.6/2）=291.45 KN
五、 楼层受剪承载力Vyi的计算：
将第i层各柱的屈服承载力相加即得
Vyi=ΣVyij
则Vy6=（Vy6A+Vy6B）×2=（125.11+177.08）×2=604.38 KN Vy5=（151.57+177.54）×2=658.22 KN Vy4=（152.57+236.50）×2=778.14 KN Vy3=（175.89+276.90）×2=905.58 KN Vy2=（194.14+304.63）×2=997.54 KN Vy1=（250.40+291.45）×2=1083.70 KN
106
六、 罕遇地震下弹性楼层剪力Ve的计算：
8度水平地震影响系数最大值α
max
=0.9，此时可用0.9/0.16的比值剩以多
遇地震作用下层间地震弹性剪力Vi求出Ve。Vi的计算结果在第四部分已经算出，则
Ve6=1241.908×0.9/0.16=6985.73 KN Ve5=2240.645×0.9/0.16=12603.63 KN Ve4=3052.662×0.9/0.16=17171.22 KN Ve3=3673.615×0.9/0.16=20664.08 KN Ve2=4107.848×0.9/0.16=23106.65 KN Ve1=4346.676×0.9/0.16=24450.05 KN
七、楼层屈服承载力系数ξ
yi
的计算：
该建筑共有9榀横向框架，故： ξξξξξξ
107
y6
=9Vy6/Ve6=9×604.38/6985.73=0.779 =9Vy5/Ve5=9×658.22/12603.63=0.470 =9Vy4/Ve4=9×778.14/17171.22=0.408 =9Vy3/Ve3=9×905.58/20664.08=0.394 =9Vy2/Ve2=9×997.54/23106.65=0.389 =9Vy1/Ve1=9×1083.70/24450.05=0.399
y5
y4
y3
y2
y1
以上计算部分可总结如下表：
108
可知，ξ
0.8ξy，min=ξy2=0.389，第二层薄弱层，但与相邻层比较： y平均=0.8×(0.394+0.399)/2=0.317<0.389
说明仍属于比较均匀的框架。
查表得弹塑性位移增大系数ηp=1.665
八、 层间弹塑性位移验算（第二层）：
△ue=Ve/D=23106.65×10/729530=31.67 mm
由于计算中D值采用纯框架刚度，并未考虑填充墙的刚度，而在计算基本周期T1时考虑了非结构填充墙的影响系数0.6，使得T1减小而Ve增大，二者不协调。由于Ve与T1成正比，故可近似用0.6将△ue进行折减，得
△ue=0.6×31.67=19.00 mm
则弹塑性层间位移△up=ηp△ue=1.665×19.00=31.64mm<[θp]h=3600/50=72mm 故满足要求。
3
第十部分： 科技资料翻译
一、科技资料原文：
Structural Systems to resist lateral loads
Commonly Used structural Systems
With loads measured in tens of thousands kips, there is little room in the design of high-rise buildings for excessively complex thoughts. Indeed, the better high-rise buildings carry the universal traits of simplicity of thought and clarity of expression.
It does not follow that there is no room for grand thoughts. Indeed, it is with such grand thoughts that the new family of high-rise buildings has evolved. Perhaps more important, the new concepts of but a few years ago have become commonplace in today’ s technology. Omitting some concepts that are related strictly to the materials of construction, the most commonly used structural systems used in high-rise buildings can be categorized as follows:
1. Moment-resisting frames.
2. Braced frames, including eccentrically braced frames.
3. Shear walls, including steel plate shear walls.
4. Tube-in-tube structures.
5. Tube-in-tube structures.
6. Core-interactive structures.
7. Cellular or bundled-tube systems.
Particularly with the recent trend toward more complex forms, but in response also to the need for increased stiffness to resist the forces from wind and earthquake, most high-rise buildings have structural systems built up of combinations of frames, braced bents, shear
walls, and related systems. Further, for the taller buildings, the majorities are composed of interactive elements in three-dimensional arrays.
The method of combining these elements is the very essence of the design process for high-rise buildings. These combinations need evolve in response to environmental, functional, and cost considerations so as to provide efficient structures that provoke the architectural development to new heights. This is not to say that imaginative structural design can create great architecture. To the contrary, many examples of fine architecture have been created with only moderate support from the structural engineer, while only fine structure, not great architecture, can be developed without the genius and the leadership of a talented architect. In any event, the best of both is needed to formulate a truly extraordinary design of a high-rise building.
While comprehensive discussions of these seven systems are generally available in the literature, further discussion is warranted here .The essence of the design process is distributed throughout the discussion.
Moment-Resisting Frames
Perhaps the most commonly used system in low-to medium-rise buildings, the moment-resisting frame, is characterized by linear horizontal and vertical members connected essentially rigidly at their joints. Such frames are used as a stand-alone system or in combination with other systems so as to provide the needed resistance to horizontal loads. In the taller of high-rise buildings, the system is likely to be found inappropriate for a stand-alone system, this because of the difficulty in mobilizing sufficient stiffness under
lateral forces.
Analysis can be accomplished by STRESS, STRUDL, or a host of other appropriate computer programs; analysis by the so-called portal method of the cantilever method has no place in today’s technology.
Because of the intrinsic flexibility of the column/girder intersection, and because preliminary designs should aim to highlight weaknesses of systems, it is not unusual to use center-to-center dimensions for the frame in the preliminary analysis. Of course, in the latter phases of design, a realistic appraisal in-joint deformation is essential.
Braced Frames
The braced frame, intrinsically stiffer than the moment –resisting frame, finds also greater application to higher-rise buildings. The system is characterized by linear horizontal, vertical, and diagonal members, connected simply or rigidly at their joints. It is used commonly in conjunction with other systems for taller buildings and as a stand-alone system in low-to medium-rise buildings.
While the use of structural steel in braced frames is common, concrete frames are more likely to be of the larger-scale variety.
Of special interest in areas of high seismicity is the use of the eccentric braced frame. Again, analysis can be by STRESS, STRUDL, or any one of a series of two –or three dimensional analysis computer programs. And again, center-to-center dimensions are used commonly in the preliminary analysis.
Shear walls
The shear wall is yet another step forward along a progression of ever-stiffer structural systems. The system is characterized by relatively thin, generally (but not always) concrete elements that provide both structural strength and separation between building functions.
In high-rise buildings, shear wall systems tend to have a relatively high aspect ratio, that is, their height tends to be large compared to their width. Lacking tension in the foundation system, any structural element is limited in its ability to resist overturning moment by the width of the system and by the gravity load supported by the element. Limited to a narrow overturning, One obvious use of the system, which does have the needed width, is in the exterior walls of building, where the requirement for windows is kept small.
Structural steel shear walls, generally stiffened against buckling by a concrete overlay, have found application where shear loads are high. The system, intrinsically more economical than steel bracing, is particularly effective in carrying shear loads down through the taller floors in the areas immediately above grade. The sys tem has the further advantage of having high ductility a feature of particular importance in areas of high seismicity.
The analysis of shear wall systems is made complex because of the inevitable presence of large openings through these walls. Preliminary analysis can be by truss-analogy, by the finite element method, or by making use of a proprietary computer program designed to consider the interaction, or coupling, of shear walls.
Framed or Braced Tubes
The concept of the framed or braced or braced tube erupted into the technology with the
IBM Building in Pittsburgh, but was followed immediately with the twin 110-story towers of the World Trade Center, New York and a number of other buildings .The system is characterized by three –dimensional frames, braced frames, or shear walls, forming a closed surface more or less cylindrical in nature, but of nearly any plan configuration. Because those columns that resist lateral forces are placed as far as possible from the cancroids of the system, the overall moment of inertia is increased and stiffness is very high.
The analysis of tubular structures is done using three-dimensional concepts, or by two- dimensional analogy, where possible, whichever method is used, it must be capable of accounting for the effects of shear lag.
The presence of shear lag, detected first in aircraft structures, is a serious limitation in the stiffness of framed tubes. The concept has limited recent applications of framed tubes to the shear of 60 stories. Designers have developed various techniques for reducing the effects of shear lag, most noticeably the use of belt trusses. This system finds application in buildings perhaps 40stories and higher. However, except for possible aesthetic considerations, belt trusses interfere with nearly every building function associated with the outside wall; the trusses are placed often at mechanical floors, mush to the disapproval of the designers of the mechanical systems. Nevertheless, as a cost-effective structural system, the belt truss works well and will likely find continued approval from designers. Numerous studies have sought to optimize the location of these trusses, with the optimum location very dependent on the number of trusses provided. Experience would indicate, however, that the location of these trusses is provided by the optimization of mechanical systems and by aesthetic considerations, as the economics of the structural system is not highly sensitive to belt truss location.
Tube-in-Tube Structures
The tubular framing system mobilizes every column in the exterior wall in resisting over-turning and shearing forces. The term‘tube-in-tube’is largely self-explanatory in that a second ring of columns, the ring surrounding the central service core of the building, is used as an inner framed or braced tube. The purpose of the second tube is to increase resistance to over turning and to increase lateral stiffness. The tubes need not be of the same character; that is, one tube could be framed, while the other could be braced.
In considering this system, is important to understand clearly the difference between the shear and the flexural components of deflection, the terms being taken from beam analogy. In a framed tube, the shear component of deflection is associated with the bending deformation of columns and girders (i.e, the webs of the framed tube) while the flexural component is associated with the axial shortening and lengthening of columns (i.e, the flanges of the framed tube). In a braced tube, the shear component of deflection is associated with the axial deformation of diagonals while the flexural component of deflection is associated with the axial shortening and lengthening of columns.
Following beam analogy, if plane surfaces remain plane (i.e, the floor slabs),then axial stresses in the columns of the outer tube, being farther form the neutral axis, will be substantially larger than the axial stresses in the inner tube. However, in the tube-in-tube design, when optimized, the axial stresses in the inner ring of columns may be as high, or even higher, than the axial stresses in the outer ring. This seeming anomaly is associated with differences in the shearing component of stiffness between the two systems. This is easiest to under-stand where the inner tube is conceived as a braced (i.e, shear-stiff) tube while the outer
tube is conceived as a framed (i.e, shear-flexible) tube.
Core Interactive Structures
Core interactive structures are a special case of a tube-in-tube wherein the two tubes are coupled together with some form of three-dimensional space frame. Indeed, the system is used often wherein the shear stiffness of the outer tube is zero. The United States Steel Building, Pittsburgh, illustrates the system very well. Here, the inner tube is a braced frame, the outer tube has no shear stiffness, and the two systems are coupled if they were considered as systems passing in a straight line from the “hat” structure. Note that the exterior columns would be improperly modeled if they were considered as systems passing in a straight line from the “hat” to the foundations; these columns are perhaps 15% stiffer as they follow the elastic curve of the braced core. Note also that the axial forces associated with the lateral forces in the inner columns change from tension to compression over the height of the tube, with the inflection point at about 5/8 of the height of the tube. The outer columns, of course, carry the same axial force under lateral load for the full height of the columns because the columns because the shear stiffness of the system is close to zero.
The space structures of outrigger girders or trusses, that connect the inner tube to the outer tube, are located often at several levels in the building. The AT&T headquarters is an example of an astonishing array of interactive elements:
1. The structural system is 94 ft (28.6m) wide, 196ft(59.7m) long, and 601ft (183.3m)
high.
2. Two inner tubes are provided, each 31ft(9.4m) by 40 ft (12.2m), centered 90 ft (27.4m)
apart in the long direction of the building.
3. The inner tubes are braced in the short direction, but with zero shear stiffness in the
long direction.
4. A single outer tube is supplied, which encircles the building perimeter.
5. The outer tube is a moment-resisting frame, but with zero shear stiffness for the
center50ft (15.2m) of each of the long sides.
6. A space-truss hat structure is provided at the top of the building.
7. A similar space truss is located near the bottom of the building
8. The entire assembly is laterally supported at the base on twin steel-plate tubes, because
the shear stiffness of the outer tube goes to zero at the base of the building.
Cellular structures
A classic example of a cellular structure is the Sears Tower, Chicago, a bundled tube structure of nine separate tubes. While the Sears Tower contains nine nearly identical tubes, the basic structural system has special application for buildings of irregular shape, as the several tubes need not be similar in plan shape, It is not uncommon that some of the individual tubes one of the strengths and one of the weaknesses of the system.
This special weakness of this system, particularly in framed tubes, has to do with the concept of differential column shortening. The shortening of a column under load is given by the expression
△=ΣfL/E
For buildings of 12 ft (3.66m) floor-to-floor distances and an average compressive
stress of 15 ksi (138MPa), the shortening of a column under load is 15 (12)(12)/29,000 or 0.074in (1.9mm) per story. At 50 stories, the column will have shortened to 3.7 in. (94mm) less than its unstressed length. Where one cell of a bundled tube system is, say, 50stories high and an adjacent cell is, say, 100stories high, those columns near the boundary between .the two systems need to have this differential deflection reconciled.
Major structural work has been found to be needed at such locations. In at least one building, the Rialto Project, Melbourne, the structural engineer found it necessary to vertically pre-stress the lower height columns so as to reconcile the differential deflections of columns in close proximity with the post-tensioning of the shorter column simulating the weight to be added on to adjacent, higher columns.
二、原文翻译：
抗侧向荷载的结构体系
常用的结构体系
若已测出荷载量达数千万磅重，那么在高层建筑设计中就没有多少可以进行极其复杂的构思余地了。确实，较好的高层建筑普遍具有构思简单、表现明晰的特点。
这并不是说没有进行宏观构思的余地。实际上，正是因为有了这种宏观的构思，新奇的高层建筑体系才得以发展，可能更重要的是：几年以前才出现的一些新概念在今天的技术中已经变得平常了。
如果忽略一些与建筑材料密切相关的概念不谈，高层建筑里最为常用的结构体系便可分为如下几类：
1． 抗弯矩框架。
2． 支撑框架，包括偏心支撑框架。
3． 剪力墙，包括钢板剪力墙。
4． 筒中框架。
5． 筒中筒结构。
6． 核心交互结构。
7． 框格体系或束筒体系。
特别是由于最近趋向于更复杂的建筑形式，同时也需要增加刚度以抵抗几力和地震力，大多数高层建筑都具有由框架、支撑构架、剪力墙和相关体系相结合而构成的体系。而且，就较高的建筑物而言，大多数都是由交互式构件组成三维陈列。
将这些构件结合起来的方法正是高层建筑设计方法的本质。其结合方式需
要在考虑环境、功能和费用后再发展，以便提供促使建筑发展达到新高度的有效结构。这并不是说富于想象力的结构设计就能够创造出伟大建筑。正相反，有许多例优美的建筑仅得到结构工程师适当的支持就被创造出来了，然而，如果没有天赋甚厚的建筑师的创造力的指导，那么，得以发展的就只能是好的结构，并非是伟大的建筑。无论如何，要想创造出高层建筑真正非凡的设计，两者都需要最好的。
虽然在文献中通常可以见到有关这七种体系的全面性讨论，但是在这里还值得进一步讨论。设计方法的本质贯穿于整个讨论。设计方法的本质贯穿于整个讨论中。
抗弯矩框架
抗弯矩框架也许是低，中高度的建筑中常用的体系，它具有线性水平构件和垂直构件在接头处基本刚接之特点。这种框架用作独立的体系，或者和其他体系结合起来使用，以便提供所需要水平荷载抵抗力。对于较高的高层建筑，可能会发现该本系不宜作为独立体系，这是因为在侧向力的作用下难以调动足够的刚度。
我们可以利用STRESS，STRUDL 或者其他大量合适的计算机程序进行结构分析。所谓的门架法分析或悬臂法分析在当今的技术中无一席之地，由于柱梁节点固有柔性，并且由于初步设计应该力求突出体系的弱点，所以在初析中使用框架的中心距尺寸设计是司空惯的。当然，在设计的后期阶段，实际地评价结点的变形很有必要。
支撑框架
支撑框架实际上刚度比抗弯矩框架强，在高层建筑中也得到更广泛的应
用。这种体系以其结点处铰接或则接的线性水平构件、垂直构件和斜撑构件而具特色，它通常与其他体系共同用于较高的建筑，并且作为一种独立的体系用在低、中高度的建筑中。
尤其引人关注的是，在强震区使用偏心支撑框架。
此外，可以利用STRESS，STRUDL，或一系列二维或三维计算机分析程序中的任何一种进行结构分析。另外，初步分析中常用中心距尺寸。
剪力墙
剪力墙在加强结构体系刚性的发展过程中又前进了一步。该体系的特点是具有相当薄的，通常是（而不总是）混凝土的构件，这种构件既可提供结构强度，又可提供建筑物功能上的分隔。
在高层建筑中，剪力墙体系趋向于具有相对大的高宽经，即与宽度相比，其高度偏大。由于基础体系缺少应力，任何一种结构构件抗倾覆弯矩的能力都受到体系的宽度和构件承受的重力荷载的限制。由于剪力墙宽度狭狭窄受限，所以需要以某种方式加以扩大，以便提从所需的抗倾覆能力。在窗户需要量小的建筑物外墙中明显地使用了这种确有所需要宽度的体系。
钢结构剪力墙通常由混凝土覆盖层来加强以抵抗失稳，这在剪切荷载大的地方已得到应用。这种体系实际上比钢支撑经济，对于使剪切荷载由位于地面正上方区域内比较高的楼层向下移特别有效。这种体系还具有高延性之优点，这种特性在强震区特别重要。
由于这些墙内必然出同一些大孔，使得剪力墙体系分析变得错综复杂。可以通过桁架模似法、有限元法，或者通过利用为考虑剪力墙的交互作用或扭转功能设计的专门计处机程序进行初步分析
框架或支撑式筒体结构：
框架或支撑式筒体最先应用于IBM公司在Pittsburgh的一幢办公楼，随后立即被应用于纽约双子座的110层世界贸易中心摩天大楼和其他的建筑中。这种系统有以下几个显著的特征：三维结构、支撑式结构、或由剪力墙形成的一个性质上差不多是圆柱体的闭合曲面，但又有任意的平面构成。由于这些抵抗侧向荷载的柱子差不多都被设置在整个系统的中心，所以整体的惯性得到提高，刚度也是很大的。
在可能的情况下，通过三维概念的应用、二维的类比，我们可以进行筒体结构的分析。不管应用那种方法，都必须考虑剪力滞后的影响。
这种最先在航天器结构中研究的剪力滞后出现后，对筒体结构的刚度是一个很大的限制。这种观念已经影响了筒体结构在60层以上建筑中的应用。设计者已经开发出了很多的技术，用以减小剪力滞后的影响，这其中最有名的是桁架的应用。框架或支撑式筒体在40层或稍高的建筑中找到了自己的用武之地。除了一些美观的考虑外，桁架几乎很少涉及与外墙联系的每个建筑功能，而悬索一般设置在机械的地板上，这就令机械体系设计师们很不赞成。但是，作为一个性价比较好的结构体系，桁架能充分发挥它的性能，所以它会得到设计师们持续的支持。由于其最佳位置正取决于所提供的桁架的数量，因此很多研究已经试图完善这些构件的位置。实验表明：由于这种结构体系的经济性并不十分受桁架位置的影响，所以这些桁架的位置主要取决于机械系统的完善，审美的要求，
筒中筒结构：
筒体结构系统能使外墙中的柱具有灵活性，用以抵抗颠覆和剪切力。“筒中筒”这
个名字顾名思义就是在建筑物的核心承重部分又被包围了第二层的一系列柱子，它们被当作是框架和支撑筒来使用。配置第二层柱的目的是增强抗颠覆能力和增大侧移刚度。这些筒体不是同样的功能，也就是说，有些筒体是结构的，而有些筒体是用来支撑的。
在考虑这种筒体时，清楚的认识和区别变形的剪切和弯曲分量是很重要的，这源于对梁的对比分析。在结构筒中，剪切构件的偏角和柱、纵梁（例如：结构筒中的网等）的弯曲有关，同时，弯曲构件的偏角取决于柱子的轴心压缩和延伸（例如：结构筒的边缘等）。在支撑筒中，剪切构件的偏角和对角线的轴心变形有关，而弯曲构件的偏角则与柱子的轴心压缩和延伸有关。
根据梁的对比分析，如果平面保持原形（例如：厚楼板），那么外层筒中柱的轴心压力就会与中心筒柱的轴心压力相差甚远，而且稳定的大于中心筒。但是在筒中筒结构的设计中，当发展到极限时，内部轴心压力会很高的，甚至远远大于外部的柱子。这种反常的现象是由于两种体系中的剪切构件的刚度不同。这很容易去理解，内筒可以看成是一个支撑（或者说是剪切刚性的）筒，而外筒可以看成是一个结构（或者说是剪切弹性的）筒。
核心交互式结构：
核心交互式结构属于两个筒与某些形式的三维空间框架相配合的筒中筒特殊情况。事实上，这种体系常用于那种外筒剪切刚度为零的结构。位于Pittsburgh的美国钢铁大楼证实了这种体系是能很好的工作的。在核心交互式结构中，内筒是一个支撑结构，外筒没有任何剪切刚度，而且两种结构体系能通过一个空间结构或“帽”式结构共同起作用。需要指出的是，如果把外部的柱子看成是一种从“帽”到基础的直线体系，这将是不合适的；根据支撑核心的弹性曲线，这些柱子只发挥了刚度的15%。同样需要指出的
是，内柱中与侧向力有关的轴向力沿筒高度由拉力变为压力，同时变化点位于筒高度的约5/8处。当然，外柱也传递相同的轴向力，这种轴向力低于作用在整个柱子高度的侧向荷载，因为这个体系的剪切刚度接近于零。
把内外筒相连接的空间结构、悬臂梁或桁架经常遵照一些规范来布置。美国电话电报总局就是一个布置交互式构件的生动例子。
1、 结构体系长59.7米，宽28.6米，高183.3米。
2、 布置了两个筒，每个筒的尺寸是9.4米×12.2米，在长方向上有27.4米的间隔。
3、 在短方向上内筒被支撑起来，但是在长方向上没有剪切刚度。
4、 环绕着建筑物布置了一个外筒。
5、 外筒是一个瞬时抵抗结构，但是在每个长方向的中心15.2米都没有剪切刚度。
6、 在建筑的顶部布置了一个空间桁架构成的“帽式”结构。
7、 在建筑的底部布置了一个相似的空间桁架结构。
8、 由于外筒的剪切刚度在建筑的底部接近零，整个建筑基本上由两个钢板筒来支持。
框格体系或束筒体系结构：
位于美国芝加哥的西尔斯大厦是箱式结构的经典之作，它由九个相互独立的筒组成的一个集中筒。由于西尔斯大厦包括九个几乎垂直的筒，而且筒在平面上无须相似，基本的结构体系在不规则形状的建筑中得到特别的应用。一些单个的筒高于建筑一点或很多是很常见的。事实上，这种体系的重要特征就在于它既有坚固的一面，也有脆弱的一面。
这种体系的脆弱，特别是在结构筒中，与柱子的压缩变形有很大的关系，柱子的压缩变形有下式计算：
△=ΣfL/E
对于那些层高为3.66米左右和平均压力为138MPa的建筑，在荷载作用下每层柱子的压缩变形为15（12）/29000或1.9毫米。在第50层柱子会压缩94毫米，小于它未受压的长度。这些柱子在50层的时候和100层的时候的变形是不一样的，位于这两种体系之间接近于边缘的那些柱需要使这种不均匀的变形得以调解。
主要的结构工作都集中在布置中。在Melbourne的Rialto项目中，结构工程师发现至少有一幢建筑，很有必要垂直预压低高度的柱子，以便使柱不均匀的变形差得以调解，调解的方法近似于后拉伸法，即较短的柱转移重量到较高的邻柱上。
第十一部分：设计心得
经过四年基础与专业知识的学习，培养了我独立做建筑结构设计的基本能力。在老师的指导和同学的帮助下，我成功地完成了这次的设计课题——某办公楼的框架结构设计。
此课题设计历时约三个月，在这三个月中，我能根据设计进度的安排，紧密地和本组同学合作，按时按量的完成自己的设计任务。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我们通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计。特别是在SARS肆掠期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到雷呈光老师和张燕坤老师的审批和指正。
毕业设计是对四年专业知识的一次综合应用、扩充和深化，也是对我们理论运用于实际设计的一次锻炼。通过毕业设计，我不仅温习了以前在课堂上学习的专业知识，同时我也得到了老师和同学的帮助，学习和体会到了建筑结构设计的基本技能和思想。特别值得一提的是，我深深的认识到作为一个结构工程师，应该具备一种严谨的设计态度，本着建筑以人为本的思想，力求做到实用、经济、美观；在设计一幢建筑物的过程中，应该严格按照建筑规范的要求，同时也要考虑各个工种的协调和合作，特别是结构和建筑的交流，结构设计和施工的协调。这就要求一个结构工程师应该具备灵活的一面，不仅要抓住建筑结构设计的主要矛盾，同时也要全面地考虑一些细节和局部的设计。在毕业设计的过程中，我深深地认识到各种建筑规范和规定是
建筑设计的灵魂，一定要好好把握。在以后的学习和工作中，要不断加强对建筑规范的学习和体会，有了这个根本，我们就不会犯工程上的低级错误，同时我们在处理工程问题时就有了更大的灵活性。
土木工程是一门古老而又现代的学科，在进行工程实践的过程中，我们应该立足经典的理论知识，在不断的工程实践积累中，勇于创新，扩大交流，不断形成我们的工程技术优势。现在我国正处于基础建设的高峰时期，作为一名新世纪的土木工程人员，我们应该立足本国的具体情况，充分利用我国的人力和物力优势，不断的加强对外工程技术交流与合作，在竞争激烈的国际市场中占据我们的一席之地。
“三个臭皮匠，顶个诸葛亮。”在繁忙紧张的工程实践中，作为一名工程技术人员，我们应该努力调动集体的积极性和创造力，充分挖掘团队的潜力，这样我们的工作才能以最高的效率来进行。在工程实践上，有很多问题应该发挥集体的智慧和力量，所以我们要重视团队作用的发挥。
“养兵千日，用兵一时。”在本次毕业设计中，我为能用上四年的学习成果而欣喜万分，同时我深深的感觉到了基础知识的重要性。在以前学习结构力学、钢筋混凝土结构、建筑结构抗震等专业课时，老是觉得所学的东西跟实践相差的太远，甚至觉得没什么用，这可能跟当时特别想学什么就马上能用有关。这种急功近利的思想使自己对一些专业课的学习有所放松，在毕业设计的过程中，我感觉到那些基础知识是相当重要的。在以后的学习生活中切不可急于求成而忽略了基础的夯实，对一门系统的科学，应该扎实的学习它的每一部分知识，充分利用各种实践环节，切实做到理论联系实践，学以致用。
同样，通过这次毕业设计，我也感觉到我们的课程设置方面的优势和不足。在建筑学院土木工程学科，我们拥有相当一批非常优秀的结构和施工方面的老师，拥有一批相当勤奋的同学，在教和学的环节处理上，可以说是相当不错的。但话有说回来，我们在一些课程的设置上是不甚合理的。在本次框架结构设计中，我觉得知识涉及面最广的莫过于建筑结构抗震和钢筋混凝土结构，可是在我们的课程设置中，建筑结构抗震设计属于专业选修课，没有得到应有的重视，而且钢筋混凝土课程的课时安排比较紧张，有很多东西只能通过自学。希望以后的课程能够设置得更加合理，这样我们运用起来可能会更加自如。
大学毕业后，我将在新的学校开始自己新的学习和生活，但毕业设计这段时间是我四年的大学生活最充实得一段时间，我也初步掌握了建筑结构设计的基础知识。在研究生阶段，我将更加对基础知识的学习，继续扎实的学习土木工程的专业知识，争取早日成为一名优秀的结构工程师。在此再次感谢在这次毕业设计中支持和帮助我的老师和同学。
参考资料：
《建筑结构抗震设计》，东南大学编著、清华大学主审。北京：中国建筑工业
出版社，1998
《混凝土结构》上册，第二版，天津大学、同济大学、东南大学主编，清华
大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998
《房屋建筑学》，第三版，同济大学、西安建筑科技大学、东南大学、重庆建
筑大学编，北京：中国建筑工业出版社，1997
《建筑类专业外语》之建筑工程，第三册，王翰邦、刘文瑛主编，北京：中
国建筑工业出版社，1997
《建筑工程制图》，第三版，同济大学建筑制图教研室，陈文斌、章金良主编，
上海：同济大学出版社，1996
《结构力学》上册，第四版，湖南大学结构力学教研室编，北京：高等教育
出版社，1998
《土木工程专业英语》，段兵廷主编，武汉：武汉工业大学出版社，2001 《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》，沈蒲生、苏三庆主编，北京：中国
建筑工业出版社，2000、6
《土木工程专业毕业设计指导》，梁兴文、史庆轩主编，北京：科学出版社，
2002
《建筑结构荷载规范》，02—1—10发布，02—3—1实施中华人民共和国建设
部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002
《混凝土结构设计规范》，02—2—20发布，02—4—1实施，中华人民共和国
建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002
129
百度搜索“爱华网”,专业资料,生活学习,尽在爱华网
