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1、,武 汉 某 办 公 楼 框 架 结 构 设 计专业： 土木工程姓名： 学号： 指导教师： 目 录第一部分：工程概况4第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算5第三部分：荷载计算7第四部分：水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算14第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算20第六部分：截面设计38第七部分：楼板设计54第八部分：楼梯设计57第九部分：框架变形验算60第十部分：基础设计66第十一部分：科技资料翻译71第十二部分：设计心得82参考资料：84前 言毕业设计是大学继续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
2、的全面总结。本组毕业设计题目为武汉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、结构设计并积极请教指导老师。特别是毕业设计期间工作比较忙，在毕业设计方面存在的一些问题没有及时的处理。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师和同学们在毕设中的指导批正，使我在自我所学的基础上完成了任务，在此表示衷心的感谢。毕业设计的将近三个月里，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。
3、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、Word。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。 2009年5月 内容摘要本设计主要进行了结构方案中典型横向框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了重力荷载代表值的计算,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
4、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 抗震设计第一部分：工程概况1.1 毕业设计概况建筑地点：北京市建筑类型：六层综合办公楼，框架填充墙结构。建筑概况：建筑面积约7000平方米，室内外高差450mm，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，填充墙采用蒸压白砂砖砌块。门窗使用：门厅大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.5m2.5m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.5m2.1m，和
5、1.2m1.8m地质条件：根据设计任务说明地震设防烈度为8度。地基承载力标准值为200KN/M2。结构概况:结构体系框架结构,基础为柱下独立基础,基础混凝土C20,其余混凝土为C30.第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算 柱网与层高：本办公楼采用柱距为6.0m的内廊式小柱网，边跨为6.0m，中间跨为2.7m，层高取首层为4.5m,其余为3.3m，如下图所示：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梁框架柱，再由框架柱传至地基。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
6、刚度。框架结构的计算简图： 梁、柱、板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1/106000=600mm，截面宽度取6001/2=250mm，可得梁的截面初步定为bh=250*600。楼板取120mm，楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250400。2、框架柱的截面尺寸梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（bh）纵梁（bh）AB跨、CD跨BC跨C30250600250400250600柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级bh1-6C306006001.横梁线刚度i b的计算：类别Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（Nmm）2E
7、cI0/l（Nmm）AB跨、CD跨3.01042506004.5010960002.2510104.501010BC跨3.01042504001.3310927001.4810103.3410102.柱线刚度i c的计算：I=bh3/12层次hc（mm）Ec（N/mm2）bh（mmmm）Ic（mm4）EcIc/hc（Nmm）145003.01046006001.0810107.210102-633003.01046006001.0810109.821010第三部分：荷载计算1.恒载计算（1）屋面框架梁线荷载标准值：20厚1：2水泥砂浆找平 0.02200.4 KN/m2100-140厚（2找坡
8、）膨胀珍珠岩 (0.10+0.14)/270.80 KN/m2120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12253 KN/m215厚石灰抹底 0.015160.24 KN/m2屋面恒载 3.98 KN/m2边跨框架梁自重 0.250.6253.75 KN/m梁侧粉刷 2（0.60.1）0.02170.34 KN/m中跨框架梁自重 0.250.4252.5 KN/m梁侧抹灰 2（0.40.1）0.02170.204 KN/m因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为g6AB! =g6cd1= 4.09KN/mg6BC= 2.704 KN/m(2)楼面框架梁线荷载标准值25厚水泥砂浆面层 0.02520 0.5 K
9、N/m 120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12253 KN/m15厚板底石灰抹底 0.015160.24 KN/m楼面恒载 3.24 KN/m边跨框架梁及梁侧粉刷 4.09 KN/m边跨填充墙自重 0.25（3.3-0.6）19=12.825 KN/m墙面粉刷 （3.3-0.6）0.02217=1.836 KN/m中跨框架及梁侧粉刷 2.704 KN/m因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为gAB! =gcd1=18.75 KN/mgBC1=2.704 KN/mgAB2 =gcd2=19.44 KN/mgBC2=8.748 KN/m(3)屋面框架节点集中荷载标准值边柱连系梁自重 0.250.662
10、5=22.5 KN粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN1.2m高女儿墙 1.260.2519=34.2 KN粉刷 1.20.022617=4.896 KN连系梁传来屋面自重 0.560.563.98=35.82 KN顶层边节点集中荷载 99.46 KN中柱连系梁自重 0.250.6625=22.5 KN粉刷 0.02（0.6-0.1）2617=2.04 KN连系梁传来屋面自重 0.5（6+6-2.7）1.353.98=24.98 KN 0.563.983=35.82 KN顶层中节点集中荷载 85.34 KN(4)楼面框架节点集中荷载标准值边柱连系梁自重 22.5 KN粉刷
11、2.04 KN钢窗自重 21.21.80.45=1.944 KN窗下墙体自重 0.250.85(6-0.5)19=22.2 KN粉刷 20.020.855.517=3.179 KN窗边墙体自重 0.25 (6-21.2-0.5)1.819=26.51 KN粉刷 23.11.8170.02=3.79 KN框架柱自重 0.50.63.325=24.75 KN粉刷 1.70.023.317=1.907 KN连系梁传来楼面自重 0.560.563.24=29.16 KN中间层边节点集中荷载 137.98 KN中柱连系梁自重 22.5 KN粉刷 2.04 KN内纵墙自重 6（3.3-0.6）20.251
12、9=153.9 KN粉刷 62.720.0217=11.02 KN扣除门洞重加上门重 -2.10.8(5.24-0.2) =-16.93 KN框架柱自重 24.75 KN粉刷 1.907 KN连系梁传来楼面自重0.5(6+6-2.7)1.353.24=20.34 KN0.561.53.24=14.58 KN楼面活荷载计算p6AB =p6CD=1.56=9 KN/mp6BC=1.52.7=4.05 KN/mp6A=p6D=331.5=13.5 KNp6B=p6C=0.59.31.351.5+0.25661.5=9.42+13.5=22.92 KN pAB=pCD=1.56=9 KN/m pBC=
13、22.7=5.4 KN/mpA=pD=331.5=13.5 KN pB=pC=0.59.31.352+0.25662=12.56+18=30.56 KN2.风荷载计算风压标准值计算公式为 W=z. s.z.W0因结构高度 H30m ，可取z1.0；对矩形平面 z=1.3;可查荷载规范，当查得的z1.0时，取z1.0将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表：风荷载计算：层次zsZ(m)zW0(K0.55N/m)A(m2)Pw(kN)61.01.3211.250.559.98.8551.01.317.71.180.5519.816.7141.01.314.41.100.5519.
14、815.5731.01.311.11.010.5519.814.3021.01.37.810.5519.814.3011.01.34.510.5523.416.733. 地震作用计算因本办公楼为长方形布置柱网，纵向柱网使得整体纵向刚度较大，仅考虑水平地震对横向柱网影响即可。采用剪力法计算水平地震作用力，为求基底剪力，先要计算结构各楼层的总重力代表值。总重力荷载统计3.1 顶层总重力荷载 1203 KN结构板 0.12（662+3.16）9.06 KN柱 0.250.6122.725121.5 KN梁 0.25（242+9.12）0.625248.25 KN墙 （126-120.6）2.7+（3
15、.12-40.6）2.71.52.13-0.82.121.22.121.52.130.2519 =750.12 KN门 （1.52.13+0.82.12）5.2467.12 KN窗 （1.22.12+1.52.13）0.456.54 KN3.2 六层总重力荷载代表值 18089 KN屋面 3.9881.114.7=4744 KN结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.7173385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墙 （452+29.4）3.3-
16、1.21.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.3 五层总重力荷载代表值 17207 KN楼面 3.2481.114.73862 KN结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.7173385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墙 （452+29.4）3.3-1.21.8511.51.85-0.82.1490.2519 61
17、06 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.4 四层总重力荷载代表值 17207 KN楼面 3.2481.114.73862 KN结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墙 （452+29.4）3.3-1.21.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21
18、.851+1.51.85）0.4556 KN3.5 三层总重力荷载代表值 17207 KN楼面 3.2481.114.73362 KN结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墙 （452+29.4）3.3-1.21.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.6二层总重力荷载
19、代表值 17207 KN楼面 3.2481.114.73362 KN结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.63.325641900 KN墙 （452+29.4）3.3-1.21.8511.51.85-0.82.1490.2519 6106 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.21.851+1.51.85）0.4556 KN3.7一层总重力荷载代表值 19812 KN楼面 3.2481.114.73362 K
20、N结构板 0.1281.114.725+0.0281.114.717=3385 KN梁 250.50.25（81.1130.6）411.414+0.30.25（2.7-0.6）14251467 KN柱 0.60.64.525642592 KN墙 （452+29.4）4.5-1.22.1511.52.15-0.82.5490.2519 8510 KN门 0.82.1495.24431 KN窗 （1.22.151+1.52.15）0.4565 KN各层重力荷载代表值结构自振周期采用经验公式T1=0.22+0.035H/B1/3式中 H为结构总高； B为结构宽度。即T1=0.22+0.035（53.
21、3+4.5）/14.71/3=0.52 S设防烈度8度，由抗震规范查得水平地震影响系数最大值max=0.16按近震类场地取Tg0.2，则地震影响系数1(Tg/T1)0.9max=(0.2/0.52)0.90.160.067结构总重力荷载为GE=107932KN由基底剪力法计算公式：FEK总1Geq=10.85GE=0.067 0.851079326.1103KN本办公楼结构共有14榀框架共同承受水平地震力，则每一榀框架承受的基底剪力为FEK= FEK总/14=6.1103/14=439KN因T1 1.4Tg,故可不考虑顶部附加地震作用系数，每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各层节点处：F
22、i=GiHiFEk/GiHi（i=1,2,36）计算结果见下表：层次Hi(m)Gi (KN)GiHi(103KN.m)Fi (KN)62118089379123517.71720730499414.41720724780311.1172071916227.8172071344314.5198128929第四部分：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+3h1/2/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=10231+33.6/（3.65+4.7）=650.8153（KN）基本自振周期T
23、1（s）可按下式计算：T1=1.7T （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。T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 uT=（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之和。结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）D i（N/mm）ui（mm）ui（mm）61808910404.290176260013.
24、641265.98951720720331.628776260026.661252.68541720730258.967376260039.679225.68531720740186.305976260052.696186.00621720750096.497772953068.670133.3111981259715.081392381064.64064.64T1=1.7T （uT）1/2 =1.70.6(0.265989)1/2=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30m，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
25、：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85Gi=0.85（18089+172074+19812+1203）=50666（KN）2、计算水平地震影响系数1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max=0.161=（Tg/T1）0.9max =（0.3/0.526）0.90.16 =0.09653、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=1Geq =0.096550666 =4890（KN）因1.4Tg=1.40.3=0.42sT1=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n=0.08T1+0.07=0.080.526+0.07=0
26、.1121F6=0.11214890=548KN各质点横向水平地震作用按下式计算：Fi=GiHiFEk（1-n）/（GkHk）=4342（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：各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KNm）GiHi/GjHjFi（KN）Vi（KN）23.7120313959.230.01773.82073.82062118089221403.880.2691168.0881241.908517.717207189612.170.230998.7372240.645414.41720715
27、3873.750.187812.0163052.662311.117207118135.330.143620.9543673.61527.81720782254.590.100434.2334107.84814.51981245207.340.055238.8284346.676824446.29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：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 iju i=（u）k各层的层间弹性位移角e=（u）i/hi，根据抗震规范，考虑砖填充墙抗侧力
28、作用的框架，层间弹性位移角限值e1/550。计算过程如下表：横向水平地震作用下的位移验算层次Vi（KN）D i（N/mm）（u）i （mm）ui（mm）hi（mm）e=（u）i /hi61241.9087626001.62923.72333001/221052240.6457626002.93822.09433001/122543052.6627626004.00319.15633001/89933673.6157626004.81715.15333001/74724107.8487295305.63110.33633001/63914346.6769238104.7054.70545001/
29、999由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/6391/550，满足规范要求。四、水平地震作用下框架内力计算：1、框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：Vij=DijV i /DijM bij=Vij*yh M uij=Vij（1-y）hy=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。横向框架内力的计算：各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）层次hi（m）Vi（KN）D ij（N/mm）
30、边 柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）M bi1（KNm）M ui1（KNm）63.31241.9087626001768128.7940.3630.1818.6685.0053.32240.6457626001768151.9500.3630.3361.72125.3043.33052.6627626001768170.7760.3630.40101.92152.8833.33673.6157626001768185.1730.3630.45137.98168.6423.34107.8487295301768199.5580.3630.55197.12161.2814.54346.
31、67692381025112118.1560.3520.73405.39149.94各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）层次hi（m）Vi（KN）D ij（N/mm）中 柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）M bi2（KNm）M ui2（KNm）63.31241.9087626002755644.8750.6320.3048.46113.0853.32240.6457626002755680.9640.6320.40116.59174.8843.33052.66276260027556110.3060.6320.45178.70218.4133.33673.61576260027556132
32、.7430.6320.45215.04262.8323.34107.84872953027556155.1630.6320.54301.64256.9514.54346.67692381029552139.0470.6140.65424.79228.732、梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算： M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） V b=（M l b+ M r b）/ l Ni=（V l b- V r b）k具体计算过程见下表：梁端弯矩、剪力
33、及柱轴力的计算层次边梁走道梁柱轴力MlbMrblVbMlbMrblVb边柱N中柱N685.00 64.91 6.00 20.82 48.17 48.17 2.70 40.14 -20.82 -19.32 5143.96 128.19 6.00 37.80 95.15 95.15 2.70 79.29 -58.62 -60.81 4214.60 192.28 6.00 56.51 142.72 142.72 2.70 118.92 -115.13 -123.22 3270.56 253.43 6.00 72.78 188.10 188.10 2.70 156.75 -187.91 -207.19 2299.26 270.91 6.00 79.19 201.08 201.08 2.70 167.57 -267.10 -295.57 1347.06 304.42 6.00 90.48 225.95 225.95 2.70 188.29 -357.58 -393.38