土木工程毕业设计优秀版

建筑设计是在总体规划的前提下，根据任务书的要求综合考虑基地环境，使用功能，结构施工，材料设备，建筑经济及建筑艺术等问题。着重解决建筑物内部各种使用功能和使用空间的合理安排，建筑与周围环境，与各种外部条件的协调配合，内部和外表的艺术效果。各个细部的构造方式等。创造出既符合科学性又具有艺术的生产和生活环境。

建筑设计在整个工程设计中起着主导和先行的作用，除考虑上述各种要求以外，还应考虑建筑与结构，建筑与各种设备等相关技术的综合协调，以及如何以更少的材料，劳动力，投资和时间来实现各种要求，使建筑物做到适用，经济，坚固，美观，这要求建筑师认真学习和贯彻建筑方针，正确学习掌握建筑标准，同时要具有广泛的科学技术知识。

建筑设计包括总体设计和个体设计两部分。

1． 设计任务

本设计的主要内容是，设计上航国际酒店客房部分，客房属于居住类建筑。作为一个居住空间设计，要在平面规划中自始至终遵循实用、功能需求和人性化管理充分结合的原则。在设计中，既结合客房需求和酒店管理流程，科学合理的划分职能区域，。材料运用简洁,大方,耐磨,环保的现代材料,在照明采光上使用全局照明,能满足酒店客房功能的需要.经过精心设计,在满足各种客房需要的同时,又简洁,大方,美观,能充分体现出企业的形象与现代感.

2 设计要求

建筑法规、规范和一些相应的建筑标准是对该行业行为和经验的不断总结，具有指导意义，尤其是一些强制性规范和标准，具有法定意义。建筑设计除了应满足相关的建筑标准、规范等要求之外，原则上还应符合以下要求：

（1） 满足建筑功能要求：

（2） 符合所在地规划发展的要求并具有良好的视觉效果； （3） 采用合理的技术措施；

（4） 提供在投资计划所允许的经济范畴内运作的可行性。

3 气象条件

建设地区的温度、湿度、日照、雨雪、风向、风速等是建筑设计的重要依据，例如：炎热地区的建筑应考虑隔热、通风、遮阳、建筑处理较为开敞；在确定建筑物间距及朝向时，应考虑当地日照情况及主要风向等因素。

4 地形、地质及地震烈度

基地的地形，地质及地震烈度直接影响到房屋的平面组织结构选型、建筑构造处理及建筑体型设计等。

地震烈度，表示当发生地震时，地面及建筑物遭受破坏的程度。烈度在6度以下时，地震对建筑物影响较小，一般可不做抗震计算，9度以上地区，地震破坏力很大，一般应尺量避免在该地区建筑房屋，建筑物抗震设防的重点时7、8、9度地震烈度的地区。

5 水文

水文条件是指地下水位的高低及地下水的性质，直接影响到建筑物基础及地下室。一般应根据地下水位的高低及底下水位性质确定是否在该地区建筑房屋或采用相应的防水和防腐措施。

6建筑设计文件的内容及要求

建筑初步设计内容：绘制“3平2立1剖”：“3平”即1个底层平面图，1个楼层平面图，加1个屋顶平面图；“2立”指1个南侧或北侧立面图，加1个东侧或西侧立面图；“1剖”必须剖到楼梯。

建筑设计文件要求：以上图纸均需达到施工图深度，弄清建筑平面、立面和剖面之间的关系，熟悉建筑施工图的表达方式及深度要求，掌握常用的建筑构造措施等。建议用2号图绘制，绘图比例、布局和张数自定，以表达清楚且符合制图习惯为原则。

结构设计

第一章基本设计资料

1．1 设计资料

工程名称：上杭客家缘国际酒店客房A1区设计 建设地点：福建上杭市

工程概况：共4层，底层高6.05m，其余层高4.4m。室内外高差为0.45mm，底层室内设计标高±0.000。 基本风压：0.13kN/m2 基本雪压：0.45kN/m2

抗震设防：按7度抗震设防烈度进行抗震设计，第一设计分组，地震加速度0.1g。

1．2 结构设计的一般原则 1．2．1 结构设计目的

工程设计是工程建设的首要环节，是整个工程的灵魂。先进合理的设计对于改建、扩建、新建项目缩短工期、节约投资、提高经济效益起着关键作用，使项目达到安全、适用、经济、美观的要求。因而建筑结构设计的基本目的就是要在一定经济条件下赋予结构以适当的可靠度，使结构在预定的基准期内能满足设计所预期的各种功能要求。

1．2．2 结构设计的一般原则

为了达到建筑设计的基本目的，结构设计中应符合以下一般原则：符合设计规范；选择合理的结构设计方案；减轻结构自重；采用先进技术。

1．3 结构选型

1．3．1 结构体系选型

对于一般多层民用建筑，根据使用和工艺要求、材料供应情况和施工技术条件，常选用的结构形式有混合结构、钢筋混凝土框架结构和框架剪力墙结构等结构体系。

由于混合结构整体性差，难于满足大空间的使用要求，而框架剪力墙结构多用于10—25层的高层建筑。而框架结构强度高、结构自重轻，可以承受较大楼面荷载，在水平作用下具有较大的延性。此外框架结构平面布置灵活，能设置大空间，易于满足建筑功能要求。

故该五层办公楼选用框架结构。

1．3．2 框架施工方法

钢筋混凝土框架结构按施工方法不同，有现浇式、装配式和整体装配式三种。 现浇式框架的全部构件都在现场整体浇筑，其整体性和抗震性能好，能较好的满足使用要求。

故框架采用现浇施工方法。

1．3．3 其他结构选型

1. 屋面结构：采用现浇钢筋混凝土肋形屋盖，屋面板厚120mm。 2. 楼面结构：采用现浇钢筋混凝土肋形楼盖，露面板厚120mm。 3. 楼梯结构：采用钢筋混凝土板式楼梯。 4. 过梁：门窗过梁均采用钢筋混凝土梁。

5. 墙基础：因持力层不太深，承载力高，采用自乘墙基大放脚。

6. 基础：因基础持力层不太深，地基承载力高，采用钢筋混凝土柱下基础。

第二章结构布置及计算简图 2．1 简化假定

建筑物是复杂的空间结构体系，要精确地按照三维空间结构来进行内力和位移分析十分困难。为简化计算，对结构体系引入以下基本假定：

（1）． 在正常设计、正常施工和正常使用的条件下，结构物在设计基准期内处于弹性工作阶段，其内力和位移均按弹性方法计算；

（2）． 楼面（或屋面）在自身平面内的刚度无限大，在平面外的刚度很小，可忽略不计。

2．2 计算单元

多层框架结构是由纵、横向框架结构组成的空间结构体系，在竖向荷载作用下，各个框架之间的受力影响较小。本设计中取KJ—2作为计算单元 ，如图2—1所示：

2．3 计算简图

现浇多层框架结构设计计算模型是以梁、柱截面几何轴线来确定，并认为框架柱在基础顶面为固接，框架各节点纵、横向均为刚接。一般情况下，取框架梁、柱截面几何轴线之间的距离作为框架的跨度和柱高度。底层柱高从基础顶面算至二层楼面，基础顶面标高根据地质条件、室内外高差定为0.45m，二层楼面标高为4.4m，故底层柱高为7m。其余各层柱高为楼层高4.4m。由此可绘出框架计算简图，如图2—2所示：

图2—2 框架结构计算简图

2．4 梁柱截面尺寸及惯性矩

多层框架结构是超静定结构，在计算内力前必须先确定杆件的截面形状、尺寸和惯性矩。

1． 初估构件截面尺寸及线刚度 （1）梁截面尺寸

1111 AB梁 l=9000mm, h~l~90001125~750mm 812812 取h=800mm 取b=300mm

则取AB梁截面尺寸为:hb=300mm800mm

BC梁l=2100mm, h1111~l~2100263~175mm 812812考虑刚度因素，取h500mm

为方便施工，取b250mm

则取BC梁截面尺寸为:hb=300mm500mm

1111 CD梁 l=5000mm, h~l~5000625~416mm

812812 取h=600mm 取b=300mm

则取CD梁截面尺寸为:hb=300mm600mm 横向次梁 l=9000mm h1111~l~90001125~750mm 812812 取h=700mm

取b=30mm

则取横向次梁截面尺寸为： hb=300mm700mm

（2）. 柱截面尺寸

底层柱尺寸 按轴压比要求计算，由公式 ： 式中：

[] N——轴压比取0.9；

——轴压比增大系数，本设计取=1.2；

F——柱的荷载面积；

gE——单位建筑面积上重力荷载值，近似取12-15 kN/m2；

n——验算截面以上楼层层数。 对于顶层中柱：

如取柱截面为正方形，则其边长为510.69mm。

根据以上计算结果，并考虑其他因素，本设计中所有柱子截面尺寸都取600mm600mm。

非计算单元的内梁截面尺寸初估方法如上，计算从略。 2. 框架梁、柱线刚度计算

由于现浇楼面可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。考虑这一有利因素，边框架梁取I1.5I0，对中框架梁取I2.0I0。（I0为梁矩形截面惯性矩） AB梁： BC梁：

bh30.30.632.01.08102 CD梁：ICD2.01212bh30.60.631.08102 柱： I1212EI3.01071.081024.63104 底层 i1l7EI3.01071.081027.36104 中间层 i2-4l7 相对线刚度：

取i241.0则其余各杆件相对线刚度为:

8.53104 梁： AB梁 i1.16

7.361048.93104' BC梁iBC1.21

7.361046.48104' CD梁iBC0.88 47.36104.63104' 底层柱 i10.63 47.3610框架梁、柱的相对线刚度如图2—3所示，将作为计算节点杆端弯矩分配系数的依据。

'AB 图2—3 梁柱相对线刚度图

第三章 重力荷载代表值的计算

3．1 恒载标准值计算

1. 屋面

防水层（刚性）：30mm厚C20细石混凝土防水 1.00kN/m2 防水层（柔性）：三毡四油铺小石子 0.40kN/m2

找平层：15mm厚水泥砂浆 0.01520 kN/m3=0.30kN/m2

32

找坡层：平均40mm厚水泥焦渣找坡 0.04014 kN/m=0.56kN/m 保温层：60mm厚1:10水泥膨胀珍珠岩 0.06012 kN/m3=0.72kN/m2 结构层：120mm厚现浇钢筋混凝土板 0.12025 kN/m3=3.00kN/m2 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01017 kN/m3=0.17 kN/m2 合计 6.15kN/m2 2. 各层楼面（含走廊）

水磨石地面（10mm厚面层，20mm厚水泥砂浆打底） 0.65kN/m2 结构层：120mm厚现浇钢筋混凝土板 0.12025 kN/m3=3.00kN/m2 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01017 kN/m3=0.17kN/m2 合计 3.82kN/m2 3. 各梁自重 AB梁

hb=300mm800mm

梁自重： 0.3(0.8-0.12）25 kN/m3=5.1kN/m 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01(0.8-0.12+0.3/2) 217 kN/m3=0.28kN/m

合计 4.60kN/m 横向次梁

hb=300mm700mm

梁自重： 0.3（0.7-0.12）25 kN/m3=4.35kN/m 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01(0.7-0.12+0.25/2) 217 kN/m3=0.25kN/m

合计 4.60kN/m BC梁

hb=300mm500mm

梁自重： 0.3（0.5-0.12）25 kN/m3=2.85kN/m 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01(0.5-0.12+0.3/2) 217 kN/m3=0.18kN/m 合计 3.03kN/m

CD梁

hb=300mm600mm

梁自重： 0.3（0.6-0.12）25 kN/m3=3.0kN/m 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01(0.6-0.12+0.3/2) 217 kN/m3=0.21kN/m

合计 3.21kN/m

4. 柱自重

hb=600mm600mm

柱自重： 0.60.625 kN/m3=9kN/m 抹灰层：10mm厚混合砂浆 0.01(0.6+0.6) 217 kN/m3=0.41kN/m

合计 9.41kN/m

5. 外纵墙自重 标准层

纵墙： [（4.4-0.8）(9-0.5)-32.12] 0.248 kN=33.86kN

铝合金窗（32.1）： 32.120.35 kN=4.41kN 贴瓷砖外墙面： [4.4(9-0.6)-32.12] 0.5 kN=12.18kN 水泥粉刷内墙面： [4.4(9-0.6)-32.12] 0.36 kN=8.77kN

合计 59.85kN

底层

纵墙： [（6.05-0.8）(9-0.6)-32.12] 0.248 kN=60.48kN 铝合金窗（1.51.5）： 32.120.35 kN=4.41kN 贴瓷砖外墙面： [6.05(9-0.6)-32.12] 0.5 kN=19.11kN 水泥粉刷内墙面： [6.05(9-0.6)-32.12] 0.36 kN=13.76kN

合计 84.00kN

6. 内纵墙自重 标准层

纵墙： [（4.4-0.8）(9-0.6)-0.92.12] 0.248 kN=.49.7kN 门（hb=0.92.1）： 0.92.120.15 kN=0.65kN 粉刷墙面： [（4.4-0.8）(9-0.6)-0.92.12] 0.362 kN=18.63kN

合计

68.99kN/m

底层 纵墙： [（6.05-0..8）(9-0.6)-0.92.12] 0.248 kN=77.41kN 门（hb=0.92.1）： 0.92.120.15 kN=0.65kN 粉刷墙面： [（6.05-0.8）(9-0.5)-0.92.12] 0.362 kN=27.17kN 合计 105.23kN/m 7. 内隔墙自重

AB跨 标准层

墙重： （4.4-0.7）(9-0.6)0.28 kN=50.32kN 粉刷墙面： （4.4-0.7）(9-0.6) 0.362 kN=22.6kN 合计 72.92kN 底层

墙重： （7-0.7）（9-0.6)0.28 kN=72.76kN 粉刷墙面： （6.05-0.7）(9-0.6) 0.362 kN=32.74kN 合计 105.50kN CD跨

标准层

墙重： （4.4-0.6）(5-0.6)0.28 kN=26.75kN 粉刷墙面： （4.4-0.7）(9-0.6) 0.362 kN=12.04kN 合计 38.79kN 底层

墙重： （7-0.-0.6）（5-0.6)0.28 kN=45.06kN 粉刷墙面： （6.05-0.6）(5-0.6) 0.362 kN=17.27kN

合计 62.33kN

3.2 活荷载标准值计算

1. 屋面和楼面活荷载标准值 上人屋面：2.0kN/m2

楼面：办公室：2.0kN/m2 ；走廊：2.0kN/m2 2.雪荷载：

基本雪压：0.45kN/m2

surs01.00.450.45kN雪荷载标准值：k

屋面活荷载和雪荷载不同时考虑，二者中取大值。

3．3 竖向荷载下框架受荷总图

板传至梁上的三角形或梯形荷载为均布荷载，荷载的传递示意图，如图3—1所示：

图3--1 荷载传递示意图

屋面板传荷载： 1. A-B轴间框架梁 恒载： 活载：

楼面板传荷载：

荷载传递示意图如图2——4所示 恒载： 活载：

梁自重： 5.38 kN/m AB轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载

= 5.38+23.7=29.04kN/m 活载=板传荷载

=7.7kN/m

楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =5.38+14.72=20.1 活载=板传荷载 =7.7kN/m

2. BC轴间框架梁均布荷载为： 梁自重: 3.03kN/m 屋面梁：恒载=梁自重 =3.03kN/m 活载=0

楼面梁：恒载=梁自重 =3.03kN/m 活载=0

3. CD轴间框架梁均布荷载为： 屋面板传荷载 恒载： 活载：

楼面板传荷载： 恒载： 活载：

梁自重： 3.21kN/m CD轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载

= 3.21+19.2=22.41kN/m 活载=板传荷载

=6.25kN/m

楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =3.21+11.9=15.11kN/m 活载=板传荷载 =6.25kN/m

4.A轴柱纵向集中荷载的计算 顶层柱：

女儿墙自重（做法：墙高1100mm，混凝土压顶100mm） 顶层柱恒载=女儿墙+纵梁自重+板传荷载 顶层柱活载=板传荷载

标准层柱恒载=外纵墙自重+纵梁自重+板传荷载+横隔墙 顶层柱活载=板传荷载

5. B轴柱纵向集中荷载的计算 顶层柱恒载=纵梁自重+板传荷载 顶层柱活载=板传荷载

标准层柱恒载=内纵墙自重+纵梁自重+板传荷载+横隔墙 标准层柱活载=板传荷载

6、C轴柱纵向集中荷载的计算 顶层柱恒载=纵梁自重+板传荷载 顶层柱活载=板传荷载

标准层柱恒载=内纵墙自重+纵梁自重+板传荷载+横隔墙

59.855.38(90.6)16.7590.512.0350.53.8292.10.577.92324.51kN/m标准层柱活载=板传荷载 6. D轴柱纵向集中荷载计算

顶层柱恒载=女儿墙自重+外纵梁自重+板传荷载 顶层柱活载=板传荷载

标准层柱恒载=外纵墙自重+纵梁自重+板传荷载+横隔墙

59.855.38(90.6)16.7590.516.7590.512.0350.577.92288.41kN/m标准层柱活载=板传荷载

由上可作出框架在竖向荷载作用下的受荷总图，如图3——2所示：

图3——2 竖向荷载作用下受荷总图

第四章 风荷载计算

4.1荷载计算

作用在屋面梁和搂面梁节点处的集中风荷载标准值： 为了简化计算，通常将计算单元范围内外墙面的分布荷载化为等量的作用于楼面的集中风荷载。

式中：基本风压 w00.13kN/m2

uz——风压高度变化系数。因建设地点处于大城市郊区，地面粗糙程度为B类； us——风荷载体型系数，查表取us=1.3；

z——风振系数。由于结构高度小于30m，且高宽比19.25/32.2=0.59<1.5，则取

z=1.0；

hi——下层柱高；

h j——上层柱高，顶层取女儿墙高度的两倍； B——计算单元迎风面宽度（B=9m） 计算过程见表3——1

表4——1 风荷载标准值计算 层数 离地高度 4 19.25 1.0 1.3 0.825 0.13 4.4 3 14.85 1.0 1.3 0.74 0..13 4.4 2 10.45 1.0 1.3 0.74 0.13 4.4 1 6.05 1.0 1.3 0.74 0.13 6.05 荷载作用如图4-1所示 图4--1 风荷载作用示意图 4.2 风荷载侧验算

2.4 4.4 4.4 4.4 4.27 4.95 4.95 5.88 见表3——2和表3——3

表4——2 横向2—4层D值的计算 构件名称 A轴柱 B轴柱 C轴柱 D 轴柱 0.367 0.542 0.511 0.306 16724 24725 23311 13960 构件名称 A轴柱 B轴柱 C轴柱 D轴柱 表4——3 横向底层D值的计算 0.609 0.740 0.718 0.559 9244 11232 109 8485 4.2.2 风荷载下框架位移计算 水平荷载作用下框架的层间侧移可按下式计算： 式中：

V j——第j层的剪力；

D ij——第j层所有柱的抗侧刚度之和；

u j——第j层的层间位移。

第一层的层间位移值求出以后，就可以计算各楼板标高处的侧移值的顶点侧移值，各层楼板标高处的侧移值应该是该层以下各层层间侧移之和，顶点侧移是所有各层层间侧移之和。 j层侧移

ujujj1nj

j1顶点侧移

框架在风荷载下侧移的计算见表2——4，如下：

uuj表2——4 框架在风荷载下侧移计算 层号 4 3 2 1 4.27 4.95 4.95 5.88 4.27 9.22 14.17 20.05 jj178720 78720 78720 39860 0.000057 0.000123 0.0001 0.000501 0.000013 0.0000279 0.0000429 0.0000828 ujuj=0.00087 侧移验算： 层间最大侧移值为： 0.0000828<1/550，满足要求 顶点侧移

ujuj=0.00087m

j1j且 u/H=1/7832<1/650，满足要求 第五章地震荷载计算 5.1各楼层重力荷载代表值

根据《抗震规范》（GB50011—

其它层重力荷载代表值包括：楼面恒载、50%楼面均布荷载、该层纵墙框架横梁自重、该层上下各半层柱及墙体自重。

各楼层重力荷载代表值Gi确定如下： 首层： 梁: G=9×5.38+3.21×5+3.86×9+3.03×2.1+5.38×9×4=299.25kN 柱：G=9.41×(0.5×4.4+0.5×6.05)×4=49.17kN 墙：G=59.85×0.5×4+84×0.5×4+105.5×0.5×2+77.92×0.5×2+38.79×0.5+55.×0.5 =518.34kN 板：G=16.1×9×3.82=553.52kN 门：G=0.9×2.1×0.15×3=0.97kN 活载：G=16.1×9×2×50%=144.9kN 合计： 1583.76kN 标准层： 梁：G=9×5.38+3.21×5+3.86×9+3.03×2.1+5.38×9×4=299.25kN

柱：G=9.41×4.4=41.4kN 墙：G=59.85×4+77.92×2+38.79=434.03kN

板：G=16.1×9×3.82=553.52kN 门：G=0.9×2.1×0.15×3=0.97kN 窗：G=4.41×4=17.61kN 活载：G=16.1×9×2×50%=144.9 合计： 1491.68kN 顶层： 梁：G=9×5.38+3.21×5+3.86×9+3.03×2.1+5.38×9×4=299.25kN 柱：G=9.41×4.4×0.5×4=82.81kN

墙：G=59.85×0.5×4+77.92×0.5×2+38.79×0.5+6.67×9×2=337.03kN 板：G=16.1×9×6.15=1.14kN 门：G=0.97×0.5=0.485kN 窗：G=17.61×0.5=8.81kN 活载：G=16.1×9×2×50%=144. 雪荷载：G=16.1×9×0.45×50%=32.6kN 总计： 1797.03kN

5.2水平地震作用下框架内力合侧移计算

图4－1 结构质点重力荷载（单位：KN）

按顶点位移法计算框架的自振周期

顶点位移法是求结构基本频率的一种近似方法。将结构按质量分布情况简化为无限质点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基频公式。这样，只要求出结构的顶点水平位移，就可以按下式求得结构的基本周期：结构顶点假想位移UT可以由下列公式计算，计算过程， 如表5-4：

VGiGk （4-1）

n

UiVci/Dij （4-2）

j1nT(u)i （4-3）

k1nT1.7TT （4-4）

式中：

基本周期调整系数。考虑填充墙对框架自振周期影响的折减系数，框架结构取0.6T：

—0.7，该框架取0.7。

T：框架结构的顶点假想位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位

移，T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假想框架顶点位移。然后由T求出T1，再用T1求出框架结构的底部剪力。进而求出框架各层剪力和结构真正的位移。

Dij：第i层第j跟柱的抗侧移刚度；

表5－1 结构顶点的假想侧移计算 H 层次 4 Gi (KN) 1828.34 19.25 78720 0.02 0.10 3 1522.99 14.85 78720 2 1522.99 10.45 78720 1 1615.07 6.05 39860 按公式（5－4）计算基本周期T,其中Ut量纲为m，取T5.3楼层间位移验算

根据《建筑设计抗震规范》（GB50011—

0.02 0.02 0.04 0.35 0.08 0.06 0.04 在Ⅱ类场地，8度设防区，设计地震分组为第二组情况下，由《建筑设计抗震规范》（GB50011—2001）表5.1.4—1和表5.1.4—2可查得：

结构的特征周期Tg和水平地震影响系数最大值max（7度，多遇地震作用）为：

Tg=0.35s max=0.08

(1).结构总水平地震作用标准计算：

Geq1Gi (5-5)

FnnFEK (5-6)

Fi(FEKFn)GiHiGiHi (5-7)

j1n式中：

1： 结构基本自振周期的水平地震影响系数值；

Geq：结构等效总重力荷载，多质点可取总重力荷载代表值的85％；

Fn：顶部附加水平地震作用； n： 顶部附加地震作用系数； FEK：结构总水平地震作用标准值； Hi,Hj：分别为质点i,j的计算高度；

对于多质点体系，结构底部纵向水平地震作用标准值: 各质点的水平地震作用按公式（5－6）计算：

GH将FEK，F，代入式：Finii

GiHij1各楼层地震剪力按:ViFK 计算：

Kjn各质点横向水平地震作用，各楼层地震剪力及楼层间位移计算表 层 次 4 3 2 1 1797.03 1491.68 1491.68 1583.76 表5－2各质点横向水平地震作用，各楼层地震剪力及楼层间位移计算表 (KN.m) (KN) ueVi Di20.2 15.8 11.4 6.05 36300.01 23568.54 17005.15 9581.75 855.45 855.45 855.45 855.45 120.38 78.16 56.39 31.77 120.38 198.54 254.93 286.70 78720 78720 78720 39860 (m) 0.0015 0.0025 0.0032 0.0072 最大位移发生在第一层，其楼层最大位移与楼层高之比：

0.00721（GB50011—e]=1/5500.001190.0018，小于《建筑设计抗震规范》

6.05550满足位移要求

第六章 框架内力计算

为简化计算，考虑如下几种单独受荷情况： （1） 恒载满布情况； （2） 活载满布情况

（3） 风荷载作用（分左风和右风） （4） 地震作用（分左地震和右地震）

对于第（1）、（2）种情况，采用分层法计算；第（3）、（4）种情况，采用D值法计算。

6.1 恒载作用下的内力计算

在竖向荷载作用下框架内力采用分层法进行简化计算，此时每层框架梁同上、下层柱组成基本计算单元。竖向荷载产生的梁端弯矩只在本层内进行弯矩分配，单位之间不再进行传递。 计算步骤如下：

（１） 根据各杆件的线刚度计算各节点杆端弯矩分配；

（２） 计算竖向荷载作用下各跨梁的固端弯矩，并将各节点不平衡弯矩进行第一次分

配；

（３） 将所有杆端的分配弯矩向远端传递；

（４） 将个节点因传递弯矩而产生的不平衡弯矩进行第二次分配，使得各节点处于平衡

状态；

（５） 将各杆件的固端弯矩，分配弯矩和传递弯矩相加即可得各杆端弯矩。 1. 计算分配系数

说明：计算时除底层柱以外，其它各层柱的线刚度先乘以0.9，取传递系数为１／３（梁和底层柱的传递系数为１／２）。 分配系数按以下式计算：

式中： Sik为节点ｋ第ｉ根杆件的相对转动刚度；

i1为节点ｋ各杆件相对转动刚度之和。

由于本榀框架结构、受力对称，在分层法计算时可取半结构进行计算。 2. 梁的固端弯矩

均布恒载和柱顶集中活载偏心引起的固端弯矩构成节点不平衡弯矩，利用以下公式计算：

可求得各梁端弯矩，如表5——1和表5——2

表5——1 恒载作用下固端弯矩

Snik恒载 顶层 1-3层 AB跨 均布荷载Q 固端弯矩M 29.04kN/m 196.02kN·m 20.10kN/m 135.68kN·m BC跨 均布荷载Q 固端弯矩M 3.03N/m 1.11kN·m 3.03N/m 1.11kN·m CD跨 均布荷载Q 固端弯矩M 22.4N/m 52.34kN·m 15.11N/m 52.34kN·m 恒载作用下的弯矩图，如图5-1所示。 图5——１ 恒载作用下弯矩图

根据弯矩和剪力的关系，可采用取隔离体的方法计算剪力：

式中：

kVork——简支梁支座左端和右端剪力标准值（剪力取绕隔离体顺时针转动为 Vol，

正）；

MijkMijk ，——梁端弯矩标准值（以绕杆顺时针转为正，逆时针转动为负）。 由此计算得出各杆件剪力如图6——2所示：

图5——2 恒载作用下剪力图

横梁作用于柱子轴力值即为梁端剪力值，再加上纵梁传来的轴力值及柱自重。可得出柱轴力图，如图6——3所示：

图6——3 恒载作用下轴力图

6．2 活载作用下的内力计算

均布荷载按满跨布置，计算方法同恒载。 活荷载作用下的固端弯矩计算

表6——2 活荷载作用下固端弯矩

恒载 顶层 1-3层 AB跨 均布荷载Q 固端弯矩M 7.7kN/m 51.98kN·m 7.7kN/m 51.98kN·m BC跨 均布荷载Q 固端弯矩M 0N/m 0kN·m 0N/m 0kN·m CD跨 均布荷载Q 固端弯矩M 6.25N/m 18.75kN·m 6.25N/m 18.75kN·m 作活载作用下弯矩图，如图6-4 图6-4活载作用下弯矩图

由M图可做出框架在活载作用下的剪力图,如图6-5 图6--5活载作用下剪力图 活荷载作用下柱的轴力图，如图6--6所示。

图6--6 活载作用下柱轴力图

6．3 风荷载作用下的内力计算

用D值法（改进的反弯点法）进行计算，其步骤为： （１）求各柱反弯点处的剪力； （２）求各柱反弯点高度；

（３）求各柱杆端弯矩和梁端弯矩； （４）求各柱轴力和梁剪力。

VW其中ii，Wi见表2——1。

6.3.3 反弯点位置计算 框架柱反弯点位置： 式中：

Y——反弯点高度，即反弯点到柱下端的距离； y——反弯点高度比，即反弯点高度与柱高的比值； h——计算层柱高；

y0——标准反弯点高度；

y1——上下梁线刚度变化时反弯点高度比修正值；

y2、y3——上、下层柱高变化时反弯点高度比修正值。 计算结果如表2——7所示：

层号 4 3 2 1 层号 4 3 2 h/m 4.4 K 表6——3（a） A轴框架柱反弯点位置 y0 y1 y2 0.37 0.45 0.47 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 y3 0.00 0.00 0.05 y 0.37 0.45 0.52 0.55 y 0.42 0.47 0.50 yh/m 1.61 1.98 2.27 3.85 yh/m 1.83 2.05 2.20 1.16 1.16 1.16 4.4 4.4 7.0 h/m 4.4 4.4 4.4 1.84 0.55 0.00 0.00 0.00 表6——4（b） B轴框架柱反弯点位置 K y0 y2 y3 y1 2.37 2.37 2.37 0.42 0.47 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 1 层号 4 3 2 1 层号 4 7.0 h/m 4.4 4.4 4.4 7.0 h/m 4.4 3.76 K 2.09 2.09 2.09 0.55 0.00 0.00 表6——5C） C轴框架柱反弯点位置 y0 y2 y1 0.40 0.00 0.00 0.45 0.50 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 y3 0.00 0.00 0.00 0.55 y 0.40 0.45 0.50 0.55 y 0.35 0.35 0.33 0.43 3.85 yh/m 1.76 1.98 2.2 3.85 yh/m 1.54 1.54 1.45 3.01 3.32 0.55 0.00 0.00 0.00 表6——6（b） D轴框架柱反弯点位置 K y0 y2 y3 y1 0.35 0.00 0.00 0.00 0.88 3 4.4 0.35 0.00 0.00 0.00 0.88 2 4.4 0.35 0.00 0.00 -0.02 0.88 1 7.0 0.47 0.00 -0.04 0.00 1.4 框架柱的杆端弯矩和梁端弯矩按以下公式计算： MMc下j1Mc上j边柱节点： b总j

左ibMb左j右左(Mc下j1Mc上j)ibib中柱节点：

则左风作用下框架内力计算如表6——7

层号 4 4.27 3 2 1 9.22 14.17 20.05 Mb右j右ib右左(Mc下j1Mc上j)ibib

表6——7 风荷载下A轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 78720 78720 78720 16724 16724 16724 0.21 0.21 0.21 0.907 1.61 1.959 1.98 3.010 2.27 2.53 4.74 6.41 1.46 3.88 6.83 2.53 6.20 10.29 层号 4 4.27 78720 24725 3 2 1 层号 4 3 2 1 9.22 78720 24725 14.17 78720 24725 39860 9244 0.23 4.650 3.85 14.65 17.90 21.48 表6——8 风荷载下B轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 0.31 0.31 0.31 1.34 1.83 2.90 2.05 4.45 2.20 3.45 6.81 9.97 2.45 5.94 3.45 9.26 1.73 4.53 1.76 4.73 9.79 15.73 7.69 8.04 20.05 39860 109 0.27 5.48 3.85 17.27 21.11 27.06 23.32 24.37 表6——9 风荷载下C轴框架柱与梁端剪力 0.21 0.21 0.21 1.34 1.83 2.90 2.05 4.45 2.20 3.45 6.81 9.97 2.45 5.94 3.45 9.26 1.73 4.53 1.76 4.73 4.27 78720 23311 9.22 78720 23311 14.17 78720 23311 9.79 15.73 7.69 8.04 21.11 27.06 23.32 24.37 2.17 5.84 9.93 20.05 39860 109 0.27 层号 4 4.27 3 2 1 9.22 14.17 20.05 5.48 3.85 17.27 表6—10 风荷载下D轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 78720 78720 78720 39860 13960 13960 13960 8485 0.18 0.18 0.18 0.21 0.76 1. 2.51 4.27 1.54 1.54 1.45 3.01 2.17 4.68 7.41 1.17 2.52 3. 17.03 12.85 20.67 表6——11 风荷载下框架柱和梁端剪 梁端剪力/KN 层号 4 3 2 1 柱轴力/KN B轴Nb -0.47 -1.66 -3.66 -8. BC跨V 0.47 1.19 2.00 4.98 CDDE跨跨V V 1.76 4.69 7.87 1.70 4.55 7.66 C轴 Vbc-VcNc d -1.28 -3.49 -5.87 -13.93 -1.28 -4.77 -10. -24.57 D轴 Vcd-Vde 0.06 0.13 0.20 3.75 E轴Ne Nd 25.46 25.59 25.80 29.55 1.70 6.25 13.91 29.07 18.91 15.16 注：轴力压力为+，拉力为-。 6.4 地震作用下内力计算

计算方法同风荷载内力计算，用D值法，反弯点位置已由上面计算得知。 6.4.1框架各柱的杆端，梁端弯距计算

层号 4 120.38 78720 3 2 1 层号 198.54 78720 254.93 78720 表6——12 地震荷载下A轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 16724 16724 16724 0.21 0.21 0.21 25.57 1.61 42.18 1.98 54.16 2.27 71.35 41.18 71.35 102.07 83.52 143.25 115.36 122.94 198.88 286.70 39860 9244 0.23 66.49 3.85 209.44 255.98 332.38 表6——13 地震荷载下B轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 0.31 0.31 0.31 37.81 62.36 80.07 1.83 97.17 69.19 97.17 47.52 49.65 2.05 146.54 127.84 215.74 105.49 110.24 2.20 176.15 176.15 303.99 148.65 155.34 4 120.38 78720 24725 3 198.54 78720 24725 2 254.93 78720 24725 1 286.70 39860 109 层号 4 120.38 78720 23311 3 198.54 78720 23311 2 254.93 78720 23311 0.27 78.39 3.85 246.94 301.81 423.09 206. 216.20 表6——13 地震荷载下C轴框架柱与梁端剪力 0.21 0.21 0.21 35.65 58.79 75.49 1.83 94.11 62.74 94.11 54.49 39.62 2.05 142.28 116.41 205.02 118.71 86.31 2.20 166.08 166.08 282.49 163.56 118.93 1 286.70 39860 109 0.27 78.39 3.85 246.94 301.81 413.02 239.14 173.88 表6——14 地震荷载下D轴框架柱剪力和梁柱端弯矩计算 层号 4 3 2 1 120.38 78720 198.54 78720 254.93 78720 286.70 39860 13960 13960 13960 0.18 0.18 0.18 21.35 1.54 35.21 1.54 45.21 1.45 61.05 32.88 61.05 100.70 54.22 133.57 133.37 65.55 187.59 层号 8485 0.21 61.03 3.01 243.51 183.70 309.06 表6——15 地震荷载下框架柱和梁端剪力 梁端剪力/KN 柱轴力/KN E轴Ne C轴 D轴 BC跨CD跨DE跨B轴V V V Nb Vbc-Vcd Nc Vcd-Vde Nd 13.21 27. 38.61 45.59 20.13 109.043.59 2 151.861.3 6 -13.21 -40.85 -79.46 -32.38 -81.38 -113.25 -40.03 -121.41 -234.66 25.46 65.43 90.56 25.46 90. 181.45 20.13 63.72 125.02 4 3 2 1 75.96 216.83 96.59 -155.42 -140.87 -375.53 120.24 301.69 221.61 注：轴力压力为+，拉力为-。 第七章 框架内力组合

7.1内力调整

各种荷载情况下的框架内力求得后，根据最不利又是最可能的原则进行内力组合。当考虑结构塑性内力重分布的有利影响时，应在内力组合之前对竖向荷载作用下的内力进行调幅。在竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数为0.85，进行弯矩调幅。由于构件控制截面的内力值应取自支座边缘处，为此，进行组合前，应先计算各控制截面的内力值：

M边--支座边缘截面的弯矩标准值

V边--支座边缘截面的剪力标准值

M--梁柱中线交点处的弯矩标准值；

V--与M相应的梁柱中线的交点处的剪力标准值 q--梁单位长度的均布荷载值 b--梁端支座宽度

柱上端控制截面在上层的梁底，柱下端控制截面在下层的梁顶。按轴线计算简图得到的柱端内力值，宜换成柱控制的值。为了简化计算，可采用轴线处的内力值。 7.1.1 恒载内力调整见表7.1

表7--1 恒载内力调整后的值 A右 构件 层号 MV(kN) （kN?m) 4 86.44 126.37 3 88.36 .36 AB梁 2 84.36 .07 1 78. 88.39 4 54.49 22.74 3 24.77 4.54 BC梁 2 26.15 14.19 1 30.60 15.67 4 27.96 54.06 3 21.92 34.93 CD梁 2 21.38 35.15 1 20.58 35.57 表7--2 活载内力调整后的值 A右 跨中 构件 层号 M（kN?m) V(kN) M（kN?m) 4 26.14 33.36 45.99 3 36.11 34.12 39.48 AB梁 2 35.50 34.08 39.88 1 31. 33.83 42.39 4 18.37 7.42 -10.57 BC梁 3 11.86 5.40 -6.19 B左 跨中 MM（kN?m（kN?mV(kN) ) ) 188.17 125.27 134.99 110.23 98.21 91.54 112.96 96.75 91.83 115.59 97.20 92.51 -32.29 13.42 -16.37 -21.67 21.92 1.83 -12.92 3.03 -7.83 -15.82 4.38 -9.31 37.19 37.66 57.94 18.18 36.16 40.62 19.28 34.50 40.40 21.12 31.62 39.98 B左 M（kN?m) V(kN) 37.80 35.94 40.87 35.18 40.67 35.22 39.25 35.47 2.78 -7.42 0.52 -5.40 CD梁 2 1 4 3 2 1 12.06 14.32 12.41 14.03 13.97 13.36 5.46 6.16 16.01 15.66 15.69 15.80 -6.34 -7.85 8.08 5.59 5.74 6.61 0.61 1.37 10.49 13.86 13.62 12.49 -5.46 -6.16 15.24 15.59 15.56 15.45 7.2 框架梁的内力组合 框架梁内力组合包括框架梁弯矩设计值组合及框架梁剪力值设计组合，详见表。

层 号 M V M V M 右 V 左 M V M V M V 表7--3 用于承载力计算的框架梁由可变荷载效应控制的基本组合表-梁AB Mmax及相应的恒载 活载 左风 右风 Mmin及相应的V ∣Vmax∣及相应的M V 组合项? ? ⑤ ⑥ 值 组合项目 值 组合项目 值 目 1.2①+1.4-86.44 -26.14 2.53 -2.53 -142.45 1.2①+1.4-142.45 ②+1.4× ②+1.4×0.6126.37 33.36 -0.47 0.47 198.74 198.74 0.6⑥ ⑤ 321.9188.17 45.99 37.80 -35.94 1.2①+1. 4 4②+1.4 -125.27 -134.90 0.47 -0.47 ×0.6⑤ 198.83 1.2①+1.4②+1.4× 0.6⑤ 1.2①+1.4②+1.4× 0.6⑥ -201.79 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑤ -211.80 -120.97 149.25 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑥ -201.79 -211.80 -144.30 125.21 -37.80 1.73 -35.94 0.47 左 4 中 -78. -31. 21.48 -21.48 88.39 33.83 -4.98 115.59 42.39 0.92 4.98 -0.92 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑤ 1 中 右 -97.20 -39.25 -23.32 23.32 层 号 左 中 1.2①+1.4-191.18 1.2①+1.4-191.18 ②+1.4× ②+1.4×0.6-92.51 -35.47 -4.98 4.98 -1.85 -1.85 0.6⑤ ⑤ 表7——4 用于承载力计算的框架梁由永久荷载效应控制的基本组合表-梁AB 恒载 活载 Mmax及相应的V Mmin及相应的V ∣Vmax∣及相应的M ? ? 组合项目 值 组合项目 值 组合项目 值 -86.44 -26.14 -153.29 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 126.37 33.36 217.30 188.17 45.99 318.42 1.35①+1.4② -125.2-37.80 -222.03 7 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② -134.9-35.94 -232.43 0 -78. -31. -150.81 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 88.39 33.83 166.69 115.59 42.39 215.39 1.35①+1.4② -97.20 -39.25 -186.17 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② -92.51 -35.47 -127.98 表7--5用于承载力计算的框架梁由可变荷载效应控制的基本组合表-梁BC -153.29 217.30 -163.07 -170.84 -150.81 166.69 -186.17 -127.98 4 M V M V M 右 V 左 1 中 右 M V M V M V 恒载 层 ? 左 4 中 M V M V M V M V M V M -54.49 活载 ? 左风 ⑤ 右风 ⑥ Mmax及相应的V 组合项目 值 Mmin及相应的V 组合项目 1.2①+1.4×0.7②+1.4⑥ -21.62 -31.50 -85.21 51.31 值 -85.85 37.01 ∣Vmax∣及相应的M 组合项目 1.2①+1.4×0.7②+1.4⑥ 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑤ 1.2①+1.4×0.7②+1.4⑥ 1.2①+1.4×0.7②+1.4⑤ -28.07 9.27 -21.53 -29.37 -85.21 51.31 值 -85.85 37.01 -18.31.76 7 22.74 7.42 -1.75 32.29 10.57 -0.08 -1.76 1.75 0.08 1.93 1.75 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑤ 53.61 右 -13.42 -2.78 -1.93 -16.37 -7.42 -1.75 -30.60 左 1 中 1.2①+1.4-28.07 ×0.7②+1.右 V -9.31 -6.16 18.91 -18.91 9.27 4⑤ 表7--6 用于承载力计算的框架梁由永久荷载效应控制的基本组合表-梁BC 恒载 活载 Mmax及相应的V Mmin及相应的V 层 号 ? ? 组合项目 值 组合项目 值 左 -14.624.37 -24.37 7 15.67 6.16 -18.91 18.91 15.82 7.85 -4.52 4.52 1.2①+1.4②+1.4 ×0.6⑥ -4.38 -1.37 -15.34 15.34 33.77 1.2①+1.4②+1.4×0.6⑤ 1.2①+1.4×0.7②+1.4⑥ ∣Vmax∣及相应的M 组合项目 值 -99.28 41.09 4 1 层号 4 1 M -54.49 -18.37 -99.28 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② V 22.74 7.42 41.09 M 32.29 10.57 58.39 1.35①+1.4② 中 V M -13.42 -2.78 -22.01 -22.01 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 右 V -16.37 -7.42 -32.49 -32.49 M -30.60 -14.67 -61.85 -61.85 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 左 V 15.67 6.16 29.78 29.78 M 15.82 7.85 32.35 1.35①+1.4② 中 V M -4.38 -1.37 -7.83 -7.83 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 右 V -9.31 -6.16 -21.19 -21.19 表7--7 用于承载力计算的框架梁由可变荷载效应控制的基本组合表-梁CD ∣Vmax∣及相应的恒载 活载 左风 右风 Mmax及相应的V Mmin及相应的V M 组合项组合项? ? ⑤ ⑥ 值 值 组合项目 值 目 目 1.2①+1M -27.93 -12.41 1.40 -1.40 -52.07 1.2①+1.4-52.07 .4②+1.②+1.4×0.左 V 54.06 16.01 -1.70 1.70 88.31 88.31 4×0.6⑥ 6⑥ M 37.19 8.08 0.39 -0.39 1.2①+1.58.13 0.00 4②+1.4×中 V 0.00 0.6⑤ 1.2①+1M -37.66 -10.49 -2.17 2.17 -61.70 1.2①+1.4-61.70 .4②+1.②+1.4×0.右 V -57.94 -15.24 -1.70 1.70 -92.29 -92.29 4×0.6⑤ 6⑤ -11.11.2①+1M -20.58 -13.36 11.16 -52.77 1.2①+1.4-52.77 6 .4②+1.②+1.4×0.左 4×0.6⑥ 6⑥ V 35.57 15.80 -15.16 15.16 77.54 77.54 -4.76 1.2①+1.39.65 0.00 4②+1.4×中 V 0.00 0.6⑤ 1.2①+1M -21.62 -12.49 -20.67 20.67 -55.83 1.2①+1.4-55.83 .4②+1.②+1.4×0.右 V -39.98 -15.45 -15.16 15.16 -82.34 -82.34 4×0.6⑤ 6⑤ 表7--8 用于承载力计算的框架梁由永久荷载效应控制的基本组合表-梁CD 恒载 活载 Mmax及相应的V Mmin及相应的V ∣Vmax∣及相应的M 层 号 ? ? 组合项目 值 组合项目 值 组合项目 值 M 21.12 6.61 4.76 左 4 中 右 左 1 中 右 M V M V M V M V M V M V -27.93 -12.41 -55.08 -55.08 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 54.06 16.01 95.40 95.40 37.19 8.08 61.52 1.35①+1.4② -37.66 -10.49 -65.53 -65.53 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② -57.94 -15.24 -99.56 -99.56 -20.58 -13.36 -46.49 -46.49 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② 35.57 15.80 70.14 70.14 21.12 6.61 37.77 1.35①+1.4② -21.62 -12.49 -46.67 -46.67 1.35①+1.4② 1.35①+1.4② -39.98 -15.45 -75.60 -75.60 表7--9 用于正常使用极限状态验算的框架梁基本组合表－AB梁 Mmax及相应的∣Vmax∣及相应的恒载 活载 左风 右风 Mmin及相应的V V M 组合项组合项? ? ⑤ ⑥ 值 值 组合项目 值 目 目 -26.14 33.36 2.53 -0.47 -2.53 0.47 ①+②+0.6⑥ -150.00 -114.10 ①+②+0.6⑥ 160.01 ①+②+0.6⑤ -159.59 -114.10 160.01 -162.03 -170.56 层 号 M V 左 -86.44 126.37 5中 M 188.17 45.99 37.80 -35.94 ①+②+0.6⑤ V M 右 V -125.27 -37.80 -134.90 -35.94 1.73 0.47 0.47 -0.47 256.84 ①+②+0.6⑥ M -78. -31. 21.48 -21.48 ①+②+0-123.42 ①+②+0.-123.42 .6⑥ 6⑥ V 88.39 33.83 -4.98 4.98 125.21 125.21 M 115.59 42.39 0.92 -0.92 ①+②+158.53 1中 0.6⑤ V M -97.20 -39.25 -23.32 23.32 ①+②+0-148.00 ①+②+0.-150.44 右 .6⑥ 6⑤ V -92.51 -35.47 -4.98 4.98 -122.32 -130.97 表7--10用于正常使用极限状态验算的框架梁基本组合表－BC梁 Mmax及相应的∣Vmax∣及相应的恒载 活载 左风 右风 Mmin及相应的V V M 层 组合项组合项? ? ⑤ ⑥ 值 值 组合项目 值 目 目 M -54.49 -18.37 1.76 -1.76 -69.11 ①+②+0.-69.11 ①+②+0左 .6⑥ 6⑥ V 22.74 7.42 -1.75 1.75 29.68 29.68 4 M 32.29 10.57 -0.08 0.08 ①+②+42.91 中 0.6⑤ V ①+②+0-17.36 ①+②+0.-17.36 右 M -13.42 -2.78 -1.93 1.93 左 .6⑤ 6⑤ V -16.37 -7.42 -1.75 1.75 -24.84 -23.31 M -30.60 -14.67 24.37 -24.37 -65.24 ①+0.7②-65.24 ①+0.7左 ②+⑥ +⑥ V 15.67 6.16 -18.91 18.91 38. 38. M 15.82 7.85 -4.52 4.52 ①+②+26.38 1 中 0.6⑥ V M -4.38 -1.37 -15.34 15.34 -20.68 ①+0.7②-20.68 ①+0.7右 ②+⑤ +⑤ V -9.31 -6.16 18.91 -18.91 5.29 5.29 表7--11 用于正常使用极限状态验算的框架梁基本组合表－CD梁 Mmax及相应的∣Vmax∣及相应的恒载 活载 左风 右风 Mmin及相应的V V M 层 组合项组合项? ? ⑤ ⑥ 值 值 组合项目 值 目 目 M -27.93 -12.41 1.40 -1.40 -41.18 ①+②+0.-41.18 ①+②+0左 .6⑥ 6⑥ V 54.06 16.01 -1.70 1.70 71.09 71.09 M 37.19 8.08 0.39 -0.39 ①+②+45.50 4 中 0.6⑤ V M -37.66 -10.49 -2.17 2.17 -49.45 ①+②+0.-49.45 ①+②+0右 .6⑤ 6⑤ V -57.94 -15.24 -1.70 1.70 -74.20 -74.20 M -20.58 -13.36 11.16 -11.16 -40. ①+②+0.-40. ①+②+0左 .6⑥ 6⑥ V 35.57 15.80 -15.16 15.16 60.47 60.47 M 21.12 6.61 4.76 -4.76 ①+②+30.59 1 中 0.6⑤ V M -21.62 -12.49 -20.67 20.67 -46.51 ①+②+0.-46.51 ①+②+0右 .6⑤ 6⑤ V -39.98 -15.45 -15.16 15.16 -.53 -.53 表7--12 用于承载力计算的框架梁由可变荷载效应控制的基本组合表-B轴柱 Nmax及相应的∣Mmax∣及相应的恒载 活载 左风 右风 Nmin及相应的M、V M、V N、V 层 号 组合? ? ⑤ ⑥ 值 组合项目 值 组合项目 值 项目 M 40.39 15.97 6.81 -6.81 1.2①+1.476.55 1.2①+1.38.93 1.2①+1.476.55 ②+1.4×0.②+1.4×0.上 4⑥ N 831.93 178.93 4.17 -4.17 1377.11 992.48 1252.32 6⑤ 6⑤ 3 M -41.81 -16.13 -5.94 5.94 1.2①+1.4-77.74 -41.86 1.2①+1.4-77.74 1.2①+1.0.1302.00 1042.16 ②+1.4×0.1302.00 下 N 873.33 178.93 4.17 -4.17 ②+1.4×4⑥ 6⑤ 6⑤ V 18.68 7.30 9.22 -9.22 40.38 9.51 40.38 M 27.53 10.14 17.27 -17.27 1.2①+1.461.74 1.2①+1.8.86 61.74 ?＋?＋②+1.4×0.上 4⑥ 0.6? N 1592.79 336.69 24.57 -24.57 2403.35 1876.95 2403.35 6⑤ 1M -13.76 -5.07 -21.11 21.11 1.2①+1.4-41.34 13.04 1.2①+1.4-41.34 1.2①+1.0.2482.40 1955.99 ②+1.4×0.2482.40 下 N 1658.66 336.69 24.57 -24.57 ②+1.4×4⑥ 6⑤ 6⑤ V 6.28 2.17 20.05 -20.05 27.42 -20.53 27.42 表7--14用于承载力计算的框架梁由永久荷载效应控制的基本组合表-B轴柱 恒载 活载 Nmax及相应的M、V Nmin及相应的M、V ∣Mmax∣及相应的N、V 层 ? ? 组合项目 值 组合项目 值 组合项目 值 上 3 下 1 上 M N M N V M 40.39 15.97 1.35①+1.0.7② 831.93 178.93 4×-41.81 -16.13 1.35①+1.873.33 178.93 4×0.7② 18.68 7.30 27.53 10.14 1.35①+1.70.18 1298.46 -72.25 1354.35 32.37 47.10 1.35① 54.53 1.35①+1.4×0.7② 1123.11 -56.44 1.35①+1.41179.00 ×0.7② 25.22 37.17 1.35①+1.470.18 1298.46 -72.25 1354.35 32.37 47.10 1.35① 1.35① 1592.74×0.7② 336.69 2480.22 9 M -13.76 -5.07 -23.54 1658.61.35①+1.336.69 2569.15 1.35① 下 N 6 4×0.7② V 6.28 2.17 10.60 7--15梁AB地震内力组合 N 2150.27 -18.58 2239.19 8.48 ×0.7② 2480.22 -23.54 1.35①+1.4×0.7② 2569.15 10.60 层号 截面 M V M V M V M V M V M V 重力荷载代表值 ? 左震 ⑤ 右震 ⑥ Mmax及相应的V 组合值 项目 左 4 中 右 左 1.00 中 -127.08 134.85 186.55 71.35 -71.35 -13.21 13.21 11.92 -11.92 ∣Vmax∣及相应的M 组合组合值 值 项目 项目 -198.43 -198.43 ＋＋148.06 148.06 Mmin及相应的V ＋ 239.36 -117.51 -155.67 -112.37 92.83 123.23 -47.52 47.52 -13.21 13.21 -332.3332.38 8 75.96 -75.96 9.42 -9.42 ＋＋ -165.03 -165.03 ＋-168.88 -168.88 -444.75 16.87 -444.75 ＋16.87 -138.27 -351.22 351.22 ＋右 -99.67 -75.96 75.96 表7--16 梁BC地震内力组合 ＋132.65 -4.49 -4.49 ＋-175.63 -175.63 层号 重力荷载 截面 M 左 V -94.44 28.75 左震 ⑤ 右震 ⑥ Mmax及相应的V 组合项目 值 Mmin及相应的V 组合项目 ＋∣Vmax∣及相应的M 值 -177.87 51.67 ＋组合项目 值 -177.87 51.67 49.65 -49.65 -13.21 13.21 4 中 右 左 1 中 右 M 0.88 -2.42 2.42 4.21 ＋ V M -17.82 -54.49 54.49 49.45 ＋＋ V -21.36 -13.21 13.21 -8.46 M -50.24 216.20 -216.20 -341.35 ＋＋ 21.44 -109.02 109.02 167.46 V M 4.78 -2.43 2.43 8.90 ＋ V M -9.42 -45.99 45.99 48.48 ＋＋ V -17.62 -109.02 109.02 120.58 49.45 -8.46 -341.35 167.46 48.48 120.58 表7--17 梁CD地震内力组合 层号 截面 重力荷载 左震 右震 Mmax及相应的V Mmin及相应的V ∣Vmax∣及相应的M ? 左 4 中 右 左 1 中 右 M V M V M V M V M V M V -66.46 62.10 93.96 ⑤ ⑥ 组合项目 值 组合项目 值 组合项目 值 39.62 -39.62 -131.26 -131.26 ＋ ＋ -20.13 20.13 100.69 100.69 15.50 -10.72 132. ＋ -54.36 -163.32 -56.67 172.42 94.21 -61.05 -20.13 173.88 -96.59 67.59 61.05 20.13 -173.88 96.59 -67.59 ＋ 14.13 -169.82 -294.05 ＋ 332.47 14.13 -169.82 -294.05 332.47 200.92 ＋ ＋ 339.93 42.50 339.93 42.50 -51.54 -309.06 309.06 ＋ -69.22 -96.59 96.59 Nmax及相应的M、V 值 248.38 1146.60 -224.07 1226.74 115.49 358.86 2412.14 373.43 2529.85 122.57 表7--18 B柱地震内力组合 重力荷载 层 截面 ? 上 3.00 下 上 1.00 下 M N M N V M N M N V 48.23 912.13 -48.23 978.92 29.43 31.53 1603.29 -15.77 1701.38 17.22 左震 右震 组合项目 146.54 -146.54 ＋40.03 -40.03 ? -127.84 127.84 ＋40.03 -40.03 ? 61.67 -62.36 246.94 -246.94 ＋375.53 -375.53 ? 301.81 -301.81 ＋375.53 -375.53 ? 78.39 -80.84 ⑤ ⑥ Nmin及相应的M、V 组合项目 ＋ ＋ ＋ ＋ ∣Mmax∣及相应的N、V 组合项目 -98.31 ＋872.10 ? 79.61 ＋938. ? -32.93 -215.41 ＋1227.76 ? -317.58 ＋1325.85 ? -63.62 值 值 248.38 1146.60 -224.07 1226.74 115.49 358.86 2412.14 373.43 2529.85 122.57 第八章 框架柱的配筋截面设计与配筋计算 8.1 设计资料

fc14.3N/mm2，ft1.43N/mm2，ftk2.01N/mm2

22钢筋强度：HPB235，fc210N/mm，fyk235N/mm

混凝土强度：C30， HRB400，8.2框架柱截面设计

fc360N/mm2,fyk400N/mm2

底层柱： Nmax2569.15kN

N2569.151030.5[1.05] 轴压比： N2fcAc14.3600由于所取轴力为柱轴力最大值，故所有柱轴压比都满足要求。

取h060035565mm

5650.944，

b600所以0.25cfcbh00.251.014.36005651212kN

因为

hw大于各层柱剪力组合最大值，截面尺寸满足要求。

在实际工程中为减少计算量，便于施工，往往相邻几层柱采用相同配筋。本设计中，三、四层柱按第三层的计算结果进行配筋，一、二层柱按第一层柱的计算结果进行配筋。

柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋

B轴柱：Nb1fcbh0b14.36005650.5182511kN （１）选择最不利的内力组

一般按下述原则选取：①弯矩M与轴力N均较大者为不利；②轴力一大一小，且均为大偏压时，轴力小者不利；③弯矩接近，当为小偏心受压时，轴力大者为不利，当为大偏心受压时，轴力小者为不利；④轴力接近时，弯矩大者为不利。

1层：从柱的内力组合表可见，N＞Nb，为小偏压，选用M大、N大的组合，最不利组合为：

{M411.28kNm，N2529.85kN}（有地震作用）

和{M23.54kNm，N2568.15kN}（无地震作用） 第一组内力{M411.28kNm，N2529.85kN}

在考虑地震作用下的组合：

得1层B柱柱顶弯矩M417.5kNm（有问题） 在弯矩中没有由水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度l01.0H7m

0.5fcA0.514.3N/mm26002 11.021，取1 3N2529.8510因为l0/h7.0/0.611.6715，所以21.0

按构造配筋，由于纵向受力钢筋采用HRB400，最小总配筋率min0.5%

'2每侧实配320(ASAs941mm)。

第二组内力{M23.54kNm,N2569.15kN}(无地震作用） 柱的计算长度l01.0H7m

0.5fcA0.514.3N/mm26002 11.0， 3N2569.1510因为l0/h7.0/0.611.6715，所以21.0

按构造配筋，由于纵向受力钢筋采用HRB400，最小总配筋率min0.5%

'2每侧实配320(ASAs941mm)。

第三层配筋计算：

最不利组合{M23.54kNm,N2569.15kN}(有地震作用） 在考虑地震作用组合下：

所以三层柱端弯矩M322.kNm

柱的计算长度l01.25H5.5m

0.5fcA0.514.3N/mm26002 12.241，取1 3N1146.610因为l0/h5.5/0.69.215，所以21.0 NNb，为大偏压

每侧实配320(ASAs941mm)。(有问题） （4）垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 第一层： Nmax2569.15kN

'2 l0/b7.0/0.611.67，查表得0.96 满足要求

（5）斜截面受检承载力计算 （箍筋采用235）

第一层：最不利内力组合{M41.34kNm,N2482.4kN,V27.42kN}

6.055.353，所以取3。

20.5652因为0.3fcA0.314.36001544.4N,所以N1544.4kN

因为剪跨比Hn/2h0所以按构造配筋，取复式箍筋4&10@250

第三层：最不利内力组合{M224.07kNm,N1226.74kN,V116.38kN}

4.43.983，所以取3。

20.5652因为0.3fcA0.314.36001544.4N,所以N1226.74kN

剪跨比：因为剪跨比Hn/2h0所以按构造配筋，取复试箍4&10@250 （6）裂缝宽度验算： B柱：

165.030.2920.55，可不做验算裂缝宽度。 565281.6第三层：e0/h00.4980.55，可不做验算裂缝宽度。

565第一层：e0/h0（完成柱的配筋计算）

梁AB、BC和CD各截面的斜截面受剪承载力配筋计算 表 层号 4 实配筋 1 实配筋 AB 计算公式 左截面 -158.74 0.06 0.07 595.87 420.00 4Φ16 As=804 -355.80 0.14 0.15 1399.34 420.00 4Φ22 As=1520 跨中截面 321.94 0.13 0.14 1255.44 420.00 4Φ20 As=1520 215.39 0.09 0.09 818.88 420.00 4Φ20 As=1256 右截面 -201.79 0.08 0.08 7.80 420.00 4Φ16 As=804 -391.59 0.16 0.17 1554.42 420.00 5Φ22 As=1900 左截面 -142.30 0.15 0.17 727.72 420.00 4Φ16 As=1256 273.08 0.29 0.36 1987.87 420.00 5Φ25 As=2454 BC 跨中截面 58.39 0.06 0.07 360.53 420.00 4Φ16 As=804 33.37 0.04 0.04 203.06 420.00 3Φ20 As=942 CD 右截面 39.56 0.04 0.04 241.59 420.00 4Φ16 As=804 38.78 0.04 0.04 236.72 420.00 4Φ16 As=804 左截面 -105.01 0.08 0.08 537.75 420.00 4Φ16 As=804 -235.24 0.17 0.19 1277.79 420.00 4Φ22 As=1520 跨中截面 右截面 106.31 0.08 0.08 544.70 420.00 4Φ16 As=804 160.74 0.12 0.13 843.05 420.00 4Φ20 As=1256 -65.53 0.05 0.05 330.27 420.00 4Φ16 As=804 271.94 0.20 0.22 1505.23 420.00 4Φ22 As=1520 框架梁斜截面配筋计算 表 层号 VGb------ rRE*Vb 0.25βfcbh0 As/s (有地震/无地震） 适配箍筋 ------ ------ 820.46 0.01 2Φ8@150 254.68 216.48 820.46 0.39 2Φ8@150 160.41 136.35 498.71 0.43 2Φ8@150 204.20 173.57 498.71 0.74 2Φ8@100 167.85 142.67 605.96 0.46 2Φ8@100 311.90 265.12 605.96 0.56 2Φ8@100 梁CD 跨中截面 45.50 140.50 41.34 133.97 135.86 172.42 梁AB 4.00 232.43 1.00 175.63 4.00 51.67 梁BC 1.00 167.46 梁CD 4.00 1.00 169.82 332.47 裂缝宽度验算 层号 4 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 计算公式 左截面 梁AB 跨中截面 右截面 150.00 280.32 0.007 0.404 左截面 69.11 梁BC 跨中截面 42.910 右截面 17.360 53.37 0.011 0.200 16.000 左截面 41.18 104.19 0.009 0.200 右截面 49.45 114.100 256.84 213.23 0.007 0.185 16.000 203.11 0.016 0.694 136.01 131.93 0.017 0.526 0.011 0.176 115.13 125.13 0.009 0.200 0.009 0.200 22.000 16.000 20.000 16.000 16.000 16.000 16.000 0.099 0.235 0.284 0.108 0.041 0.019 0.042 0.046 0.050 1 123.420 118.12 0.013 0.255 20.000 158.53 1.65 0.010 0.442 148.00 117.04 0.016 0.395 65.24 65.72 0.033 0.492 26.38 81.11 0.011 0.200 20.68 63.58 0.011 0.200 16.000 40. 52.66 0.017 0.200 30.59 49.55 0.014 0.200 46.51 60.27 0.017 0.200 20.000 22.000 25.000 16.000 20.000 20.000 20.000 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 2.100 0.054 0.176 0.077 0.037 0.028 0.022 0.015 0.017 0.018 6基础设计 6.1设计资料

地基承载力（从上而下）

杂填土：厚度0.6m,16kN/m3,fak70kpa,

卵石层：厚度4m,19kN/m3,fak350kpa,Eskpa

在主要受力范围内不存在软弱粘性土层，上部框架结构未超过八层，高度在25m以下，故该房屋基础不进行抗震承载力验算，则底层传至基础顶部的作用效应仅取抗震 设计时的作用效应。

6.2 A轴柱下基础设计

取基础混凝土强度等级为C25，fc11.9N/mm2，ft1.27N/mm21270kpa 钢筋为HPB235级，fy210kN/mm2

A轴框架柱传来：

M117.39kNm，N11513.87kN,V8.6kN 1基础梁传来：N11540.12kN,N23.1258.4kN26.25kN M17.39kNm,V8.62kN （1）确定地基承载力设计值

由设计资料可知，此时地基承载力fak350kpa，查表可得b3.0，

d4.4，杂填土16kN/m3，卵石16kN/m3，可得基底以上埋深范围内的加权平均

hh160.6190.917.8kN/m3 重度为：01122h1h21.5假设b3m，（有问题） （2)基础底面尺寸

A轴 确定基础底面尺寸是可将轴力扩大1.3倍，则：

1.31540.12 A5.13m2（插图）

420.49201.5取l/b1.3,则l2600mm,b2400mm

11按偏心受弯验算：Wbl22.42.622.7m3，

66（插图）

地基承载力验算

基础及回填土所受重力GGdA201.55.2152kN 总弯矩：M0MVh17.398.621.530.32kNm

M030.220.018 偏心距eNG150.12152则基地应力为：

Pmax283.401.2fa1.2420.99504.59kPa， 所以地基承载力满足要求

（1）acbc600600,分别为上柱尺寸

偏心距 en0M17.390.011 N1540.12初步选择基础高度h900mm,h0850mm(有垫层）

因偏心受压，冲切力 抗冲切力 满足要求

基础分两阶，上阶400mm，下阶500mm，h0450mm 取l11.3m,b11.2m （2）变阶处冲切力计算 冲切力

0.6ft(b1h01)h010.61270(1.20.45)0.45抗冲切力 22565.79kN/m44.9kN/m满足要求

（1）基础长边方向 柱边净反力

lacPn1Pnmin(PnmaxPnmin)2l(单位有问题）

2.60.6240.63(252.97240.63)248.22kN22.6悬臂部分净反力平均值

Ⅲ-Ⅲ截面（变阶处）

ll1(PnmaxPnmin)2l2.61.3240.63(252.97240.63)22.6(单位） 249.kN所以，按ASI配筋，实配&8@110，AS1257.5mm2 PnPnmin（2)基础短边方向

因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按

1均布分布计算，取Pn(PnmaxPnmin)计算，有：

211Pn(PnmaxPnmin)252.97248.22250.60kN 单位

22与基础长边方向的配筋计算方法一致 Ⅱ-Ⅱ截面（柱边） 柱边净反力

悬臂部分净反力平均值 Ⅳ-Ⅳ截面（变阶处）

比较AsⅡ和AsⅣ，应按AsⅡ配筋，实配&10@120，AS1570mm2

6.3 D轴柱下基础设计 D轴框架柱传来：

M16.81kNm，N11387.31kN, V13.38kN 基础梁传来：,N226.25kN

则：M17.39kNm,N1413.56kN ，V8.62kN

D轴 确定基础底面尺寸是可将轴力扩大1.3倍，则：

1.31413.56 A4.71m2（插图）

420.49201.5取l2600mm,b2400mm 地基承载力验算

（1）acbc600（？）

M6.81偏心距e00.048

N1413.56则基地应力为：

N6ePmax(1)blb（公式和前面相比少了个G)

1413.5660.0148(1)229.02kPa2.42.62.6Pmax229.021.2fa1.2420.99504.59kPa， 所以地基承载力满足要求

初步选择基础高度h900mm,h0850mm(有垫层） 因偏心受压，冲切力 抗冲切力 满足要求

基础分两阶，上阶400mm，下阶500mm，h0450mm

取l11.3m,b11.2m （3）变阶处冲切力计算 冲切力

0.6ft(b1h01)h010.61270(1.20.45)0.45抗冲切力 22565.79kN/m40.65kN/m满足要求

（2）基础长边方向 柱边净反力 Ⅰ-Ⅰ截面（柱边）

lacPn1Pnmin(PnmaxPnmin)2l(单位有问题）

2.60.6224.04(229.02224.04)227.10kN22.6悬臂部分净反力平均值

Ⅲ-Ⅲ截面（变阶处）

ll1(PnmaxPnmin)2l2.61.3224.04(229.02224.04)(单位）

22.6227.7kN所以，按AsⅠ配筋，实配&8@150，AS1413mm2 PnPnmin（2)基础短边方向

因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按

均布分布计算，取Pn1(PnmaxPnmin)计算，有： 211Pn(PnmaxPnmin)252.97248.22250.60kN 单位

22与基础长边方向的配筋计算方法一致 Ⅱ-Ⅱ截面（柱边） 柱边净反力

悬臂部分净反力平均值

M178.95106AS1113.9mm2(公式和前面不一样）

0.9fyh00.9210850Ⅳ-Ⅳ截面（变阶处）

比较AsⅡ和AsⅣ，应按AsⅡ配筋，实配&10@160，AS1177.5mm2

6.4.1

对于内柱基础，由于B、C轴较近，故采用联合基础。 联合基础设计：

各柱子内力：B1B0柱 M13.76kNm,N1658.66kN,V6.28kN C1C0柱 M6.86kNm,N1510.13kN,V5.03kN

取基础混凝土强度等级为C25，fc11.9N/mm2，ft1.27N/mm21270kpa 钢筋为HPB235级，fy210kN/mm2，地基承载力特征值fak350kPa 基础埋深d2.0m，（从室外地面算起） 6.4.2 确定基础尺寸

1658.663各柱竖向的合力距离B0的距离为：x1.57m(单位）

1658.661510.13依构造需要联合基础端部深处B0点外x10.250.3l，l9000mm,取

x12.25m，为了竖向力合力与基础型心重合，则基础必须伸出: 基础总长度为l032.252.47.65m

需要基础底板宽度b:

肋梁宽b取柱截面尺寸加200mm,即600+200=800mm,取h=1200mm.

1则h/l1200/3001/2.5，符合要求.

6F1658.661510.13414.22（单位） 单位长度地基的净反力为：qnl7.65基础梁可看成均布线荷载作用下的柱为支座的梁，内力值为： (插图）

（1）正截面手腕计算，见表

表 ，联合基础正截面配筋计算 支座C 支座B(支座顺序 截面位置 跨中 00截面形式 矩形 800×1150 1192.95 0.10 一类T形 2000×1150 654.72 0.10 矩形 800×1150 1048.49 0.09 112Mfcbh02（公式） （公式） 实配钢筋 3041 5&28 As=3079 3041 5&28 As=3079 2737 5&28 As=3079 （2）斜截面受剪计算 所以受剪截面满足要求

因0.7ftbh00.71.278001150817.88Vmax932kN

Asvh0有sAS9321030.71.2780011500.38 所以，由s1.252101150478.5选用&10，四肢箍，则s826.3,取s200mm(加密区)，非加密区区s=300mm

0.38(3)翼缘底板配筋

按悬臂板设计，取单位长度1m,h0=750mm,则 1.梁板部分

基地宽2000mm，主肋处翼板厚度750mm,翼板采用混凝土C25，HRB335，fc11.9N/mm2 ,ft1.27N/mm2,fy300N/mm2

V0.7ftbh01.25fyvqn414.22207.11kPa b2（1）斜截面抗剪强度（按每米计算）

V207.11232.97mmh0750mm（公式) V=207.11kN，h00.7hft0.71.27(2）翼板受力筋计算

选用10@120，AS706.5mm2，分布筋10@140。

NNb从柱的内力组合表可见，弯矩相近按大偏心计算，则最不利内力组合选择Mmax及相应的N。 求偏心增大系数：

0.5fcA0.514.350011.61.031.0N1129.8510，取1

1.0l0/h3.75/0.57.515，取2

942mm2AA320ss按构造配筋，每侧实配，

基底净反力设计值Pn第一层柱计算：

从柱的内力组合表可见，轴力相近，取弯矩大者为最不利内力。 NNb按小偏心计算，

求偏心增大系数：

1.0l0/h4.7/0.59.415，取2

942mm2AA320ss按构造配筋，每侧实配，

（4）C轴柱计算

第五层柱计算，柱同一截面承受正反两个方向弯矩，采用对称配筋。

NNbM从柱的内力组合表可见，按大偏心计算，则最不利内力组合选择max及相应的N。 求偏心增大系数：

0.5fcA0.514.350014.61.01.0 N388.53103，取11.0 l0/h3.75/0.57.515，取2942mm2AA320ss 按构造配筋，每侧实配，

第三层柱计算：

NNbM从柱的内力组合表可见，弯矩相近按大偏心计算，则最不利内力组合选择max及相应的N。

求偏心增大系数：

0.5fcA0.514.350011.61.01.0 N1131.20103，取11.0l0/h3.75/0.57.515，取2

2AA942mm320s按构造配筋，每侧实配，s

第一层柱计算：

从柱的内力组合表可见，轴力相近，取弯矩大者为最不利内力。 NNb按小偏心计算，

求偏心增大系数：

1.0 l0/h4.7/0.59.415，取22AA942mm320s按构造配筋，每侧实配，s （5） 柱的箍筋计算

N0.3fcA时，取N0.3fcA当

N0.3fcA0.314.35005001072.5kN所以

V1.75ftbh0/(1)fyvnAsyh0/s0.07N由抗剪承载力必须满足 可得：

所以，框架剪力可以不进行斜截面抗剪承载力计算而按构造配筋：10@200 (6) 柱的裂缝宽度验算

e249(0)max0.535b0.550465经计算：h，可不进行裂缝验算。

2．9 柱下基础设计

2．9．1 基础选型

对柱下基础进行设计，基础形式选用柱下基础。砼采用C20，钢筋用HRB335。

2．9．2确定基础截面尺寸及配筋

一、B（E）柱下基础设计

1.确定基础顶荷载标准值的组合值 （1）确定基础顶面荷载标准值的组合

墙基采用自承重墙基放大脚，故基础只承受上柱传递的内力。基础顶面内力标准值见表2——18所示：

表2——18 A柱下（基础顶面）内力标准值组合

第一种：第二种：①恒载 ②左活 ③中活 ④右活 ⑤左风 ⑥右风 Mmax即相组合值 Nmax即相组合值 应N、V 应M、V -10. -4.42 -0.35 0. 38.31 -38.31 ①＋０．7-52.11 ①＋０．7-38.22 1268.16 266.78 5.26 -7.14 -25.6 25.6 ×（②＋1484.19 ×（②＋1555.56 -6.57 -2.38 -0.2 0.07 10.11 -10.11 ③)＋⑥ -18.49 ③)＋⑥ -15.22 先假定基础高度为900mm,则作用于基础底面弯矩和相应的轴力设计值为： M52.1118.490.968.75kNm第一组：bot

M38.2215.220.951.92KNm第二组：bot （2）确定基础尺寸 按第二组进行计算

地基承载力设计值，考虑基础埋深对地基承载力的修正

F1555.56A10.23m2fr0d182201.5先按照轴心受压估算， 将其增大20%初步选用底板尺寸：

FGMbot1555.5636051.92Pmax166.12kN/m21.2f218.4kN/m2AW128FGMbot1555.5636051.92Pmin153.14kN/m20AW128则

验算eb/6的条件：

M51.92ebot0.027b/60.667Nbot1555.56360，满足要求。 验算第一组的基底应力： 验算eb/6的条件：

M68.75ebot0.037b/60.667Nbot1484.19360，满足要求。 故可确定基础尺寸为4m3m （3）抗冲切验算 ①．验算柱边处冲切

l3bbbc2h00.520.852.20m基础宽：

bhlbA1（ch0)l(ch0)2222222(4/20.5/20.85)3(3/20.5/20.85)2.54m所以， 取第二组净反力进行验算：

[F]0.7ftbmh00.71.11.350.85103883.58kN而 F1[F]，满足要求。

②．验算变阶处冲切 b'm(bb'bt')/22.05m则

bhc'lbc''A（h0)l(h0')2222222所以，(4/21.55/20.55)3(3/21.5/20.55)1.985m

'1，满足要求。

（4）基底配筋计算

包括沿长边和短边两个方向进行配筋计算，沿长边方向的用钢量按第二组荷载设计值作用下的基底净反力进行计算，沿短边为轴心，受压其用钢量按照第一组荷载设计值作用下的基底净反力计算。

①．沿长边方向的配筋计算（按第二组算）

2Pn,maxPn,minP132.14kN/m对柱边截面处：净反力由，线性插值得到，nI

M11(Pn,maxPnI)(bhc)2(2lbc)48而

F1[F][F']0.7ftbm'h0'0.71.12.050.55103868.18kN

1(136.12123.14)(40.5)2(230.5)48则由公式有： 430.07kNm

12@150,AS75432262mm2选用 对于变阶面处截面：

1M1'(Pn,maxPnI)(bhc')2(2lbc')48则 12@150,AS75432262mm2M1按配筋，选用

②．沿短边方向的配筋计算（按第一组荷载计算）

对柱边截面处：

10@200,AS39341572mm2选用 对于变阶处： M10@200,AS39341572mm2按配筋，选用 二、Ｃ、Ｄ柱下基础设计

1. 确定基础顶荷载标准值的组合值 （1）确定基础顶面荷载标准值的组合

基础顶面内力标准值见表2——19所示：

表2——19 Ｃ柱下（基础顶面）内力标准值组合 第一种：第二种：①恒载 ②左活 ③中活 ④右活 ⑤左风 ⑥右风 Mmax即相组合值 Nmax即相组合值 应N、V 应M、V 6.29 2.67 -0.26 -0.16 59.26 -59.26 67.42 ①＋②＋-27.02 ①＋０．71410.49 216.19 95.54 -46.60 -49.21 49.21 1512.61 ③＋④1798.35 ×②+⑤ 5.96 2.03 -0.16 -0.42 29.28 -29.28 36.66 +0.6×⑥ -10.16 由于CD柱间间距很小，受到平面尺寸的，所以要做成联合基础，荷载也相应的C、D

柱下端荷载之和。

先假定基础高度为900mm,则作用于基础底面弯矩和相应的轴力设计值为：

M67.42236.6620.9200.83kNm第一组：bot

M27.02210.1620.972.33kNm第二组：bot （2）确定基础尺寸 按第二组进行计算

地基承载力设计值考虑基础埋深对地基承载力的修正

F3596.7A22.76m2fr0d198202先按照轴心受压估算，

将其增大20%初步选用底板尺寸：

验算eb/6的条件：

M72.33ebot0.015b/61Nbot3596.71080，满足要求。 验算第一组的基底应力： 验算eb/6的条件：

M200.83ebot0.049b/61Nbot3025.221080，满足要求。

故可确定基础尺寸为6m4.5m （3）抗冲切验算 ①．验算柱边处冲切

l3bbbc2h00.520.852.20m基础宽：

bhlbA1（ch0)l(ch0)2222222(6/22.75/20.85)4.5(4.5/20.5/20.85)2.17m所以， 取第二组净反力进行验算：

[F]0.7ftbmh00.71.11.350.85103883.58kN而 F1[F]，满足要求。

②．验算变阶处冲切 b'm(bb'bt')/22.55m则

bhc'lbc'''A1（h0)l(h0')2222222(6/24.5/20.55)4(4/22/20.55)0.598m所以，

而

F1[F][F']0.7ftbm'h0'0.71.12.550.551031079.93kN

，满足要求。

（4）基底配筋计算

包括沿长边和短边两个方向进行配筋计算，沿长边方向的用钢量按第二组荷载设计值作用下的基底净反力进行计算，沿短边为轴心，受压其用钢量按照第一组荷载设计值作用下的基底净反力计算。

①．沿长边方向的配筋计算（按第二组算）

2Pn,maxPn,minP135.22kN/mnI对柱边截面处：净反力由，线性插值得到，

M11(Pn,maxPnI)(bhc)2(2lbc)481(135.135.22)(62.75)2(24.50.5)48则由公式有： 566.62kNm

12@180,AS43662616mm2选用 对于变阶面处截面：

1M1'(Pn,maxPnI)(bhc')2(2lbc')48则 12@180,AS43662616mm2M1按配筋，选用

②．沿短边方向的配筋计算（按第一组荷载计算）

对柱边截面处：

14@110,AS13994.56295.5mm2选用 对于变阶处： M14@110,AS13994.56295.5mm2按配筋，选用

结论

对于一般多层民用建筑，根据使用和工艺要求、材料供应情况和施工技术条件，常选用的结构形式有混合结构、钢筋混凝土框架结构和框架剪力墙结构等结构体系。但由于混合结构整体性差，难于满足大空间的使用要求，而框架剪力墙结构多用于10—25层的高层建筑。而框架结构强度高、结构自重轻，可以承受较大楼面荷载，在水平作用下具有较大的延性。此外框架结构平面布置灵活，能设置大空间，易于满足建筑功能要求。故该五层办公楼选用了框架结构。

整个设计包含了建筑部分、结构部分。前者与后者相比并不是本次设计的重点，因为我们主要学习的还是结构部分。在结构部分笔算了恒载作用下的框架受力情况，其它几种荷载利用PF程序计算，这样既加深了我对结构计算的理解，用熟悉了计算机程序。

总体来说，通过这次毕业设计，我学到了许多东西。

结束语

两个月过去了，我顺利地完成了毕业设计。因为我们是第一次自行设计一幢楼，所以出现了不少的难题。能顺利完成这个毕业设计，首先与……和……两位老师的辛苦指导是分不开的，是他们的耐心讲解和殷切教导让我顺利解决了设计中遇到的各种疑难。在此期间，我学习到的不仅仅是科学知识，更重要的是学到了做人的道理！这必将是我人生的一大财富，将使我受益一生。在设计过程中我得到了很多组内组外同学的大力帮助和支持，没有他们的帮助，我也不能顺利完成这个设计。最后，我要感谢伴我四年的老师和同学们，没有他们四年来一点点的指导和帮助，我也就没有做设计的知识的积累，感谢大家对我的关心。

谢谢大家！

参考资料

余志武、袁锦根主编《混凝土结构与砌体结构设计》 北京：中国铁道出版社，2004 余志武、袁锦根主编《混凝土结构结构设计》 北京：中国铁道出版社，2004

天津大学、同济大学、东南大学主编《混凝土结构》 北京：中国建筑工业出版社，1998

同济大学、西安建筑科技大学、东南大学、重庆建筑大学编《房屋建筑学》 北京：中国建筑工业出版社，2005 《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 李廉锟主编 《结构力学》 北京：高等教育出版社，2005

沈蒲生、苏三庆主编，《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》 北京：中国建筑工业出版社，2000 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 中华人民共和国建设部主编，《建筑结构荷载规范》 北京：中国建筑工业出版社，2002 中华人民共和国建设部主编，《混凝土结构设计规范》 北京：中国建筑工业出版社，2002 李亮、魏丽敏主编，《基础工程》 长沙：中南大学出版社，2005

霍达、何义兵主编，《高层建筑结构设计》 北京：高等教育出版社，2005

EVALUATION OF LATERAL LOAD PATTERN IN PUSHOVER ANALYSIS

Armagan KORKMAZ1, Ali SARI2

1

Visitor Researcher, Department of Civil Engineering, University of 2

Ph. D. Student, Department of Civil Engineering, University of Texas at Austin, Austin, TX 78712, PH: 5

ABSTRACT

The objective of this study is to evaluate the performance of the frame

structures or various load patterns and variety of natural periods by performing pushover and nonlinear dynamic time history analyses. The load distributions for pushover analyses are chosen as triangular, IBC (k=2) and rectangular. Four different framed structures are used, which are typical reinforced concrete (R\\C) frame systems and have four different natural periods. Even though the nonlinear dynamic time history analysis is the best way to compute seismic demands FEMA-273 and ATC-40 proposes to use of nonlinear static procedure or pushover analysis. This paper is also intended to compare the results of

pushover and nonlinear dynamic time history analyses. To evaluate the results from the pushover analyses for three load patterns and also four natural periods, nonlinear dynamic time history analyses are performed. Earthquake ground motions recorded at 50 stations during various earthquakes overall the world are used in the analyses. Pushover and nonlinear time history analyses results

are compared to choose the best load distribution for specific natural period for this type of frame structure.

Keywords: Pushover analysis, nonlinear time history, load patterns, moment-resisting frame INTRODUCTION

Only the life safety and collapse prevention in general earthquake resistant design phenomena are explicitly prevented in seismic design codes. The design is generally based on evaluating the seismic performance of structures. It is required to consider inelastic behavior while evaluating the seismic demands at low performance levels. FEMA-273 and ATC-40 use pushover analysis as nonlinear static analysis but nonlinear time history analysis has more accurate results on computing seismic demands (ATC-40, 1996, FEMA-273, 1997). The purposes in earthquake-resistance design are: (a) to prevent non-structural damage in minor earthquakes, which may occur frequently in life time, (b)to prevent structural damage and minimize non-structural damage in moderate earthquakes which may occur occasionally, (c) to prevent collapsing or serious damage in major earthquakes which may occur rarely. Designs are explicitly done only under the third condition.

The objective of this study is to evaluate the performance of the frame

structures for various load patterns and variety of natural periods by performing pushover and nonlinear dynamic time history analyses. 3, 5, 8 and 15 story R\\C frame structures are used in the analyses and the load distributions for pushover analyses are chosen as triangular (IBC, k=1), IBC (k=2) and rectangular, where k is the an exponent related to the structure period to define vertical distribution factor (IBC, 2000). The four frame structures have been analyzed using nonlinear program DRAIN-2D (Prakash, V., Powell, G., Campbell, S., 1993) and the results have been compared by recorded response data. Both nonlinear static pushover analysis and nonlinear dynamic time history analysis are performed. The correlations between these nonlinear analyses are studied. The performance of the buildings subjected to various representative

earthquake ground motions is examined. Finally, pushover and nonlinear time history analyses results are compared to choose the best load distribution

(pattern) for specific natural period for these types of reinforced concrete frame structures.

GROUND MOTION DATA

For this study, it is considered as 50 different data used in the nonlinear dynamic time history analyses, given in the Table 1. All the data are from different site classes as A, B, C and D. The shear velocities for the site classes A, B, C and D are Vs > 750 m/s, 360m/s to 750 m/s, 180 m/s to 360 m/s, and 180 m/s, respectively. The ground motion data are chosen from different destructive earthquakes around the world earthquake name, date of

earthquake, data source, record name, peak ground accelerations (pga) for the

components, effective durations and fault types for each data are presented in the Table1., respectively.

The peak ground accelerations are in the range 0.046 to 0.395g, where g is acceleration due to gravity. All ground motion data are recorded in near-field region as in maximum 20 km distance.

DESCRIPTION OF THE FRAME STRUCTURES

3, 5, 8 and 15-story R\\C frame structures with typical cross-sections and steel reinforcements are shown in Figure 1. The reinforced concrete frame structures have been designed according to the rules of the Turkish Code. The structures have been considered as an important class 1 with subsoil type of Z1 and in seismic region 1. The dead, live and seismic loads have been taken account during design.

All reinforced concrete frame structures consist three-bay frame, spaced at 800 cm. The story height is 300 cm. The columns are assumed as fixed on the ground. Yield strength of the steel reinforcements is 22 kN/cm2 and compressive strength of concrete is 1.6kN/cm2.

The first natural period of the 3-story frame structure is computed 0.54 s. The cross-section of all beams in this frame is rectangular-shapes with 25cm width and 50cm height. The cross-section of all columns is 30cmx30cm. The first natural period of 5-story frame structure is 0.72 s and the cross-section of beams is 25cm width and 50cm height similar to 3-story frame. Cross-section of columns at the first three stories is 40cmx40cm and at the last two stories, it is 30cmx30cm. The eight-story and 15-story frame structures have natural period of 0.90 s and 1.20 s. The cross section of beams for both frame

structures is 25cmx55cm. The 8-story frame structure has 50cmx50cm columns for the first five stories and 40cmx40cm for the last three stories. The cross section of columns for first eight stories in the 15-story frame structures is 80cmx80cm and at the last seven stories, it is 60cmx60cm.

NONLINEAR STATIC PUSHOVER ANALYSIS OF FRAME STRUCTURES

For low performance levels, to estimate the demands, it is required to consider inelastic behavior of the structure. Pushover analysis is used to identify the seismic hazards, selection of the performance levels and design performance objectives. In Pushover analysis, applying lateral loads in patterns that

represent approximately the relative inertial forces generated at each floor level and pushing the structure under lateral loads to displacements that are larger than the maximum displacements expected in design earthquakes (Li, Y.R., 1996). The pushover analysis provides a shear vs. displacement relationship and indicates the inelastic limit as well as lateral load capacity of the structure. The changes in slope of this curve give an indication of yielding of various structural elements. The main aim of the pushover analysis is to determine member forces and global and local deformation capacity of a structure. The information can be used to assess the integrity of the structure.

After designing and detailing the reinforced concrete frame structures, a

nonlinear pushover analysis is carried out for evaluating the structural seismic response. For this purpose the computer program Drain 2D has been used. Three simplified loading patterns; triangular, (IBC, k=1), (IBC, k=2) and rectangular, where k is an exponent related to the structure period to define vertical distribution factor, are used in the nonlinear static pushover analysis of 3, 5, 8 and 15-story R\\C frame structures.

Load criteria are based on the distribution of inertial forces of design

parameters. The simplified loading patterns as uniform distribution, triangular distribution and IBC distribution, these loading patterns are the most common loading parameters.

Vertical Distribution of Seismic Forces:

FxCvxV （1）

CVXwxhxkwhi1n （2）

kiiwhere:

Cvx = Vertical distribution factor

V = Total design lateral force or shear at the base of structure wi and wx = The portion of the total gravity load of the structure hi and hx = The height from the base

k = An exponent related to the structure period

In addition these lateral loadings, frames are subjected live loads and dead weights. P-△ effects have been taken into the account during the pushover analyses. The lateral force is increased for 3, 5 and 8-story frames until the roof displacement reached 50 cm and 100cm for15-story frame. Beam and column elements are used to analyze the frames. The beams are assumed to be rigid in the horizontal plane. Inelastic effects are assigned to plastic hinges at member ends. Strain-hardening is neglected in all elements. Bilinear moment-rotation relationship is assumed for both beam and column members. Axial

load-Moment, P-M, interaction relation, suggested by ACI 318-, is used as yielding surface of column elements. Inertial moment of cracked section, Icr, is used for both column and beam members during analyses. Icr is computed as half of the gross moment of inertia, Ig.

The results of the pushover analyses are presented in Figures 2 to 5. The

pushover curves are shown for three distributions, and for each frame structures. The curves represent base shear-weight ratio versus story level displacements for uniform, triangular and IBC load distribution. Shear V was calculated by summing all applied lateral loads above the ground level, and the weight of the building W is the summation of the weights of all floors. Beside these, these curves represent the lost of lateral load resisting capacity and shear failures of a column at the displacement level. The changes in slope of these curves give an indication of yielding of various structural elements, first yielding of beam, first

yielding of column and shear failure in the members. By the increase in the height of the frame structures, first yielding and shear failure of the columns is experienced at a larger roof displacements (Figures 2-5.) and rectangular

distribution always give the higher base shear-weight ratio comparing to other load distributions for the corresponding story displacement (horizontal displacement).

NONLINEAR DYNAMIC TIME HISTORY ANALYSIS OF FRAME STRUCTURES

After performing pushover analyses, nonlinear dynamic time history analyses have been employed to the four different story frame structures. These frames are subjected live and dead weights. Also P- △ effects are under consideration as in pushover analysis. For time history analysis P-? effects have been taken into the account. Finite element procedure is employed for the modeling of the structures during the nonlinear dynamic time history analyses. Drain 2D has been used for nonlinear time history analysis and modeling. The model described for pushover analyses has been used for the time history analyses. Mass is assumed to be lumped at the joints.

The frames are subjected to 50 earthquake ground motions, which are recorded during Anza (Horse Cany), Parkfield, Morgan Hill, Kocaeli, Coyota Lake, N. Palm Springs, Northridge, Santa Barbara, Imperial Valley, Cape Mendocino, Kobe, Central California, Lytle Creek, Whittier Narrows, Hollister

Westmoreland, Landers, Livermor and Cape Mendocino earthquakes, for the nonlinear dynamic time history analyses. These data are from different site classes as A, B, C and D.

The selected earthquake ground motions have different frequency contents and peak ground accelerations. The ground motion data are chosen from

near-field region to evaluate the response of the frame structures in this region and comparison of them with pushover analyses results. The results of nonlinear time history analysis for 3, 5, 8 and15-story frame structures are presented in Figure 6. Pushover and nonlinear time history analyses results are compared to for specific natural period for four different frame structure and for each load distributions; rectangular, triangular and IBC (k=2).

CONCLUSIONS

After designing and detailing the reinforced concrete frame structures, a nonlinear pushover analysis and nonlinear dynamic time history analysis are carried out for evaluating the structural seismic response for the acceptance of load distribution for inelastic behavior. It is assumed for pushover analysis that seismic demands at the target displacement are approximately maximum seismic demands during the earthquake.

According to Figures 2, 3, 4 and 5, for higher story frame structures, first yielding and shear failure of the columns is experienced at the larger story displacements and rectangular distribution always give the higher base

shear-weight ratio comparing to other load distributions for the corresponding story displacement.

As it is presented in Figure 6, nonlinear static pushover analyses for IBC (k=2), rectangular, and triangular load distribution and nonlinear time history analyses results for the chosen ground motion data (all of them are near-field data) are compared. Pushover curves do not match with nonlinear dynamic time history analysis results especially for higher story reinforced pushover analyses results for rectangular load distribution estimate maximum seismic demands during the given earthquakes more reasonable than the other load distributions, IBC (k=2), and triangular. REFERENCES

1. ATC-40 (1996), “Seismic evaluation and Retrofit of Concrete Buildings”, Vol.1, Applied Technology

Council, Redwood City, CA.

2. FEMA 273 (1997). “NEHRP Guidelines for the Seismic Rehabilitation of Buildings, Federal

Emergency Management Agency”, Washington D.C. 3. IBC (2000) “International Building Code”.

4. Prakash, V., Powell, G., Campbell, S. (1993), DRAIN 2D User Guide V 1.10, University of

California at Berkeley, CA.

5. Li, Y.R. (1996), “Non-Linear Time History And Pushover Analyses for Seismic Design and Evaluation”

PhD Thesis, University of Texas, Austin, TX.

6. Vision 2000 Committee (1995). Structural Engineering Association of California, CA.

静力弹塑性分析法在侧向荷载分布方式下的评估研究

Armagan KORKMAZ1, Ali SARI2 12

访问学者,土木工程学院, 得克萨斯大学

博士, 土木工程学院, 得克萨斯大学

摘要：

这项研究的目的是通过弹塑性分析法和非线性时程分析法来评估框架结构的性能或多种荷载形式及自然周期的多样性。弹塑性分析法的荷载分布状态有三角形、IBC（k=2），和矩形。在这个研究中四种典型的钢筋混凝土框架结构被采用，它们分别有四种不同的自然周期。非线性时程分析法是计算地震的最好方法，但美国的FEMA-273容量震谱法和ATC-40位移系数法推荐使用静力弹塑性分析法。这篇论文将比较分别利用静力弹塑性分析法与非线性时程分析法分析所得到的结果。为了评估弹塑性分析法在三种不同荷载形式和四种自然周期下的结果，非线性时程分析法也被执行来对照。在不同地震下分布在全球的50个站点纪录了地面运动情况被用来做分析，通过比较静力弹塑性分析法和非线性时程分析法的结果来选择这种典型框架结构在特殊自然周期下最佳的荷载分布方式。

关键词：静力弹塑性分析、非线性时程分析、荷载形式、抗弯矩框架 前言

一般的抗震设计中仅仅只有安全和碰撞是在地震设计规范中明确要求避免的，抗震设计一般基于结构在地震中的性能表现。这样在低的地震水平下就要求考虑结构的非弹性行为。FEMA-273和ATC-40采用静力弹塑性分析法而不是非线性时程分析，因为前者在抗震计算中能得到更精确度结果。在抗震计算的目的是：（a）、在经常发生的小震情况下避免非结构破坏；（b）、在偶尔发生的中震情况下避免结构破坏和最小限度的非结构破坏；（c）、在罕遇大震下不倒塌或产生严重破坏。结构设计要明确的在这三种情况下进行。

这项研究的目的是通过弹塑性分析法和非线性时程分析法来评估框架结构的性能或多种荷载形式及自然周期的多样性。3、5、8和15层的四种框架结构被用来分析，分析中荷载分布状态选择三角形IBC（k=1），IBC（k=2）和矩形。其中k是与结构周期相关的系数，用来定义荷载竖向因素。这四种结构用非线性程序DRAIN-2D (Prakash, V., Powell, G., Campbell, S., 1993)来分析，并把其结果与记录的相应数据比较。静力弹塑性分析法和非线性时程分析法都被执行，这两种非线性分析方法的联系将被研究。

在各种不同的地震运动下建筑物的性能将被检查，最后比较静力弹塑性分析法和非线性时程分析法的结果来选择这种典型框架结构在特殊自然周期下最佳的荷载分布方式。 地表运动数据

在这个研究中，50个不同的数据被用于非线性时程分析法中，在表1中给出。所有数据来自四个A、B、C、D四个等级不同地点，它们的横波速度分别是> 750 m/s, 360m/s至750 m/s, 180 m/s至360 m/s, ? 180 m/s。这些数据选至发生在世界不同地方的毁灭性地震，其中地震的名称、数据源、记录名称、加速度峰值、有效期及过期类型都在表1中给出。

地表加速度峰值大约在0.046g至0.395g，其中g为重力加速度。所有地表运动数据取至距离地面最大为20km的近地范围内。

框架结构的描述

有着典型截面和钢筋的3、5、8和15层的钢筋混凝土框架结构见图1，这些钢筋混凝土结构是按Turkish 规范设计。考虑结构所处环境为土质类型Z1、地震1区，设计为等级为1级，其中恒载、活载以及地震荷载在设计中已经被考虑。

所有这些钢筋混凝土框架结构都有3跨，长8m，层高3m。柱子假定与地基固结，钢筋的屈服强度为22 kN/cm2 ，混凝土的抗压强度为1.6kN/cm2.

3层框架结构的第一周期经计算为0.54 s ，结构中所有的框架梁截面为矩形，宽25 cm、高25cm，框架柱截面尺寸为30cmx30cm。5层框架结构的第一周期经计算为0.72 s ，框架梁截面为矩形，宽25 cm、高50cm，框架柱截面尺寸前三层为40cmx40cm，后两层为30cmx30cm。8层和15层的框架结构的周期分别为0.90 s和1.20s ，两者的框架梁截面为矩形，宽25 cm、高55cm。8层结构框架柱截面尺寸前五层为50cmx50cm，后三层为40cmx40cm，而15层结构框架柱截面尺寸前八层为80cmx80cm，后七层为60cmx60cm。 框架结构的静力弹塑性分析法

对于低等级的性能，为了估计其需求，就需要考虑结构的非弹性行为。静力弹塑性分析法可以用来识别地震的危险，并选择性能等级以此来设计性能目标。在静力弹塑性分析法中，以侧向荷载近似代表由层间产生的相关惯性力并使结构在这个侧向荷载作用下产生的位移大于地震设计中预期的位移(Li, Y.R., 1996)。这种分析方法提供了剪力与位移的置换关系并指出非弹性的界限和结构侧面负荷能力，而曲线斜率方面的改变表明了各有限元的屈服强度。静力弹塑性分析法的主要目的是决定结构的荷载数量和变形能力。这些信息都能够用于评价结构的整体性。

在详细设计了钢筋混凝土框架结构后，就用静力弹塑性分析法评估结构的地震反应，为此电脑程序Drain 2D会被用到。有以下三种简化荷载形式：三角形IBC（k=1），IBC（k=2）和矩形，其中k是与结构周期相关的系数，用来定义荷载竖向因素。它们也会用于3、5、8和15层的钢筋混凝土框架结构的静力弹塑性分析。

荷载标准的确定时基于设计参数中的惯性力的分布。简化的荷载布置方式如均布分布、三角形分布、IBC分布是最常见的荷载参数。

地震力的竖向分布：

FxCvxVCVX （1） （2）

wxhxkwhi1nkii 式中：

Cvx为竖向分布参数

V为总侧向力设计值，或结构底部剪力 wi和wx为部分结构自重

hi和hx为结构高度（至基地算起）

k为与结构周期相关的参数

除这些侧向荷载外，结构还承受恒载和活载。P-△作用在静力弹塑性分析中同样被考虑。侧向荷载一直会增加，直到3、5和8层的框架结构楼顶位移达

到50cm?，15层的框架结构楼顶位移达到100 cm?。梁柱单元用于结构分析，假定梁在水平方向是刚性的，考虑非弹性影响单元是铰接的，而应变强化被忽略。双线性弯矩—转角关系假定用于所用梁柱单元，由ACI 318-建议的轴压荷载—弯矩关系、P—M、交互关系被用于柱单元屈服表面。薄弱破碎区段的惯性矩Icr ，在分析的时候用于所有的梁柱。Icr取总惯性矩Ig的一半。

由静力弹塑性分析法所得的结果见图2-5。每个框架结构的弹塑性曲线都分均布荷载、三角形荷载以及IBC荷载三种荷载方式给出，显示了剪重比与之相对应的层间位移。基底剪力V由地面以上所有荷载相加得到，结构重力W所有楼层重量之和。除此之外，这些曲线还表示结构抗侧力的损失情况和柱位移下的剪切破坏。曲线中曲率的变化表明了不同结构单元屈服情况，首先是梁屈服，接着是柱屈服和各单元的剪切破坏。随着结构自重的增加，顶层位移增大，出现首次屈服和剪切破坏（见图2-5）。在相应的结构位移（水平位移）下，矩形荷载分布比其它荷载分布形式相比会造成更高的剪重比。 框架结构的非线性时程分析

前面对框架结构进行了静力弹塑性分析，下面用非线性时程分析法对其进行分析。这些框架结构都承受恒载和活载，同静力弹塑性分析法一样，P-△作用在非线性时程分析中也被考虑。在非线性时程分析中Drain 2D程序被利用，有限元程序也被用来模拟结构。在静力弹塑性分析中所描述的模型同样用于非线性时程分析法中，且假定质量集中在节点处。

结构承受的50种地震情况都是在以下地震中被记录的，这些地震是美国南加州Anza地震、美国加州Parkfield地震、美国西部Morgan Hill地震、土耳其Kocaeli地震、日本Coyota Lake地震、美国N. Palm Springs地震、美国加州Northridge地震、美国加州Santa Barbara地震、美国Imperial Valley地震、美国加州Cape Mendocino地震、日本神户Kobe地震、美国Central California地震、美国加州Lytle Creek地震、美国南加州Whittier Narrows 地震、美国Hollister Westmoreland地震、美国Livermor地震、美国加州Cape Mendocino地震。这些数据取自A、B、C、D四类地区，来用于非线性时程分析。

被选中的地震有着不同的频率和地表加速度峰值，数据来自近地范围因而可以用来评估结构的反应并与静力弹塑性分析法所得到的结果比较。3、5、8和15层框架结构的非线性时程分析的结果见图-6。由此可以比较两种分析方法在不同周期、不同荷载情况，即矩形、三角形和IBC(k=2)下四种框架结构的结果。 结论

在详细设计了钢筋混凝土框架结构后，静力弹塑性分析法和非线性时程分析法被执行来评价在不同荷载情况下的地震反应。静力弹塑性分析法假定抗震所设的目标位移量与实际地震下的最大位移大致一样。

从图-2至图-5可以看出，对于高层的框架结构位移增大，出现首次屈服和剪切破坏。在相应的结构位移（水平位移）下，矩形荷载分布比其它荷载分布形式相比会造成更高的剪重比。

如图-6所示，在所选的地表运动数据下，非线性时程分析法在三角形荷载、矩形荷载和IBC(k=2)荷载情况的结果相互比较知：静力弹塑性曲线在高层框架结构（8和15层框架结构）下与非线性时程分析得出的结构不是很相符。静力弹塑性分析法在矩形分布下所得的抗震要求要比其它荷载方式如三角形荷载、IBC(k=2)荷载形式下更合理。

参考文献

1. ATC-40 (1996), “Seismic evaluation and Retrofit of Concrete Buildings”, Vol.1, Applied Technology Council, Redwood City, CA.

2. FEMA-273 (1997),“NEHRP Guidelines for the Seismic Rehabilitation of Buildings, federal Emergency Management Agency”, Washington D.C. 3. IBC (2000) “International Building Code”.

4. Prakash, V., Powell,G., Campbell, S. (1993), DRAIN 2D User Guide V 1.10, University of California at Berkeley, CA.

5. Li, Y.R. (1996), “Non-Linear Time History And Pushover Analyses for Seismic Design and Evaluation” PhD Thesis, University of Texas, Austin, TX. 6. Vision 2000 Committee (1995).Structural Engineering Association of California, CA.