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3264平米的三层框架教学楼毕业设计（带计算和图纸）.rar
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3264平米，三层框架教学楼毕业设计（计算、建筑、结构图）
河 海 大 学
毕业设计说明
作 者： 李良
学 号：AHG2009140
专 业： 土木工程
题 目： 溧阳职业学校一号教学楼设计
指导者：
评阅者：
2011 年 5 月 南 京
表5-5 横向框架柱内力组合(考虑地震组合)
注：表中画横线数值用于基础抗震设计中。
第七章 楼梯结构设计
楼梯间开间为8.1m，进深为7.5m。采用板式楼梯底层，共26级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为12×0.28=3.36m。二至三层楼梯均为等跑楼梯，共24级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为11×0.28=3.08m。楼梯的踢面和踏面均采用瓷砖面层，踏面采用防滑处理，底面为水泥砂浆粉刷。混凝土强度等级C25，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。
7.1 楼梯板计算
板倾斜度 tgα=150/300=0.5 cosα=0.894
设板厚h=120mm，h=1/30—1/25=118—142 mm板厚满足要求
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
设计值：g=1.2×6.436=7.723 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 g+q=7.723+3.5=11.223 KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度
跨中最大弯矩 M=（g+q）lo2/10=11.223×3.552/10=14.143 KN·m
h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh02）=14.143×106/(1.0×14.3×1000×1002)=0.099
rs=0.948
As=M /（rsfyh0）=14.143×106/(0.948×210×100)=710 mm2
选 10@100,实有As=714 mm2,
分布筋 8@200，
7.2 平台板计算
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
平台板的荷载：
平台板荷载
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
设计值：g=1.2×3.39=4.068 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 p= g+q =7.568KN/m
2、截面设计：
靠窗的平台板：
l0=2500-125+100/2=2.125m
M=(g+q)l02/8=7.568×2.1252/8=4.272 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.07
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.073
As=ξfcb，h0/fy= =267 mm2
选 8@180,实有As=279 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
靠走廊的平台板：
l0=1400-125+100/2=1.325m
M=(g+q)l02/8=7.568×1.3252/8=1.661 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.027
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027
As=ξfcb，h0/fy= =99mm2
选 6@180,实有As=157 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
7.3 平台梁计算
设平台梁截面 b=250mm h=300mm
1、荷载计算：
平台梁1的荷载：
设计值： =（1.2+0.218+10.619）×1.2=14.423 KN/m
=4.114×1.2=4.937 KN/m4
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
平台梁2的荷载：b=240mm h=300mm
平台梁2荷载
设计值： =（1.2+0.218+10.619）×1.2=14.423 KN/m
=2.789×1.2=3.347 KN/m
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
2、截面设计：
TL1：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.25）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(4.937+4.27) ×4.4732/8
=46.22KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=46.22×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.0617
rs=0.968
As=M /（rsfyh0）=46.22×106/（210×0.968×265）=858 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
TL2：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.24）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(3.347+3.29) ×4.4732/8
=44.951KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=44.951×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.06
rs=0.969
As=M /（rsfyh0）=44.951×106/（210×0.969×265）=834 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
第八章 现浇楼盖设计
8.1现浇楼盖设计
楼板厚120mm，楼面活荷载标准值2 kN/m2。走廊活荷载标准值2.5 kN/m2。钢筋混凝土板泊松比ν=1/6。
1、 荷载设计值：
办公室恒载设计值 g=4.01×1.2=4.55kN/m2
活载设计值 q=2×1.4=2.8kN/m2
走廊恒载设计值 g = 1.2×4.01= 4.55kN/m2
活载设计值 q=2.5×1.4=3.5kN/m2
所以 教室部分 p=g + q =4.55+2.8=7.35kN/m2
p,= g + q/2=4.55+2.8/2=5.9kN/m2
p ,,= q/2=2.8/2=1.4kN/m2
走廊部分 p=g + q =4.55+3.5=8.0kN/m2
p,= g + q/2=4.55+3.5/2=6.3kN/m2
p ,,= q/2=3.5/2=1.75kN/m2
2、 按双向板弹性理论计算区格弯矩：
A区格板： lx=3.75m
ly=4.05m
lx / ly =3.75/4.05=0.625
查《混凝土与砌体结构设计》附表得两邻边固定两邻边简支时的弯矩和四边简支时的系数（表中α为弯矩系数）
3.截面设计
板跨中截面两个方向有效高度的确定
假定钢筋选用φ10，则
板支座截面有效高度为
由于楼盖周边按铰支考虑，因此I角区板的弯矩不折减，而中央区格和 的区格板的跨中弯矩和支座弯矩可减少20%，但考虑到本设计中弯矩值均较小，可不做折减。计算配筋时，近似取内力臂系数 ，
表8-1 双向板配筋计算表
第九章 基础设计
9.1 荷载计算
按照《地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的有关规定，上部结构传至基础顶面上的荷载只需按照荷载效应的基本组合来分析确定。
混凝土设计强度等级采用C30，基础底板设计采用HRB335钢，fy=300 N/mm，室内外高差为0.45 m，基础埋置深度为1.2m，基础高度600mm。上柱断面为500×500，基础部分柱断面保护层加大，两边各增加50，故地下部分柱颈尺寸为600×600
基础承载力计算时，应采用荷载标准组合。
，取两者中大者。
以轴线3为计算单元进行基础设计，上部结构传来柱底荷载标准值：
表9-1荷载标准组合
底层墙、基础连系梁传来荷载标准值（连系梁顶面标高同基础顶面）
墙重： 0.00以上 ：5.5×0.2×3.9=4.29kN/m（粉煤灰轻渣空心砌块， =5.5 ）
0.00以下 ：19×0.24×0.95=4.33kN/m（采用一般粘土砖， =19 ）
连梁重：（400×240）
（与纵向轴线距离0.15）
柱A基础底面： FK = 842.74 +11.02 4.5 =892.33kN
MK=37.01 +11.02 4.5×0.15+16.55×0.6 = 54.38kN·m
柱B基础底面： FK =1158.71+11.02 4.5 = 1208.3kN
MK=14.38+11.02 4.5×0.15+8.89 0.6=27.15kN·m
9.2 确定基础底面积
A、D柱下采用钢筋混凝土独立基础，B、C采用钢筋混凝土联合基础，
根据地质条件取②层粉质粘土层作为持力层，设基础在持力层中的嵌固深度为0.1m，室外埋深1.2，室内埋深1.65 m，（室内外高差0.45m）。
1.A柱：
（1）初估基底尺寸
由于基底尺寸未知，持力层土的承载力特征值先仅考虑深度修正，由于持力层为粉质粘土，故取 =1.6
=（16.5 1.0+16 0.5）/1.5=17.4
=100+1.6 17.4 (1.5-0.5) = 192.84
= = 6.2
设 =1.2 = =2.27
取b=2.3m，l=2.8m
（2）按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =892.33+20 2.3 2.8 (1.5+1.95) = 1114.5
基底形心处弯矩： = 54.38
偏心距： = = 0.049 < = 0.47
<
<
满足要求。
2.B柱：
因B、C轴向距仅3 ，D、E柱分别设为独立基础场地不够，所以将两柱做成双柱联合基础。
因为两柱荷载对称，所以联合基础近似按中心受压设计基础，基础埋深1.2 。
≥
设 l=5.6m，b=3m， A=16.8m2
按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =1208.3+20 5.6 3 (1.5+1.65) = 1787.9
基底形心处弯矩： = 27.15
偏心距： = = 0.015 < = 0.93
<
<
满足要求。
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）
1．荷载设计值
基础结构设计时，需按荷载效应基本组合的设计值进行计算。
A柱：F=1039.76+11.02×4.5×1.2=1099.27kN
M=49.35+11.02×4.5×1.2×0.15+0.6×21.64=71.26kN.m
（B-C)柱：
2．A柱：
（1）基底净反力：
（2）冲切验算
=1.24m2
基础高度满足要求。
（3）配筋
=
=216.26kN.m
选Φ14@110
=140.56 kN.m
配Φ14@160
注：短边钢筋放在长边钢筋内侧，所以有效计算高度差10mm。
3．（B-C)柱基
基础高度 （等厚）
（1）基底净反力：
（2）冲切验算：计算简图见图9-2。
要求
，
满足要求。
图9-2 冲切验算计算简图弯矩和剪力的计算结果
（3）纵向内力计算
，弯矩和剪力的计算结果见图9-4。
（4）抗剪验算
柱边剪力：
满足要求。
（5）纵向配筋计算
板底层配筋：
折算成每米板宽3596.62/5.6=642
选 Φ14@200 As=770
板顶层配筋：按构造配筋φ10@200 As=393
（6）横向配筋
柱下等效梁宽为：
柱边弯矩：
折算成每米梁宽2718/3=906
选Φ14@170，
第十章 科技资料翻译
一、科技资料原文：
Castle Bridge, Weston-Super-Mare, UK
Castle Bridge is a minimal-cost solution to the dilemmaof a restricted crossing of a main railway line within a residential development area. The works employs reinforced earth embankments, integrated bridge deck andabutment construction and precast parapet solutions toovercome and minimise the safety, maintenance and costissues associated with the scheme.
1. INTRODUCTION
This paper describes a minimal-cost solution to a road bridgeover a railway, on a restricted site, to open up land for residential development. Locking Castle is an area under heavy residential development on the eastern side of Weston-Super Mare. Overseeing the development and client for the bridge isLocking Castle Limited, a company owned in consortium by two major house builders. The planning authority is North Somerset District Council (NSDC). The development area is splitin half by the Bristol to Exeter main railway line. Planning conditions for the area stipulated that the southern area couldnot be inhabited until a crossing of this railway line had beenbuilt. Fig. 1 shows the Locking Castle development and theimportance of the bridge to the area.
The development area is situated on the edge of the SomersetLevels, an area noted for its poor ground conditions, and is bounded by a railway line to Weston to the north and the A321dual carriageway to the south. Moor Lane, an existing countryroad, was the only access to the southern area and was notsuitable for the traffic expected by the increased housing stock.
Owing to the nature of the Somerset Levels, the new road overthe railway lines would have to be raised on embankments onboth sides of the track. An area of land had been reserved for the crossing but this area was small in comparison to a normalcrossing, which led to a number of compromises in the layoutof the structure. A blanket 20 mph speed limit, coupled with area-wide speed restriction measures, coverthewholeLockingCastledevelopment. This enabled the roads to be laid to a tightradius on the approaches to the bridge and also allowed theclient to agree, with NSDC, that steeper than normal gradientscould be used to attain the elevation of the crossing.
The client’s engineer, Arup, agreed general design principlesand the preliminary Approval in Principle (AIP) with NSDCprior to the issue of tender documents.
The contract was awarded to Dean & Dyball in July 2000 for atender value of £1·31 million and the contract period was set at34 weeks for a completion in April 2001. A simplifiedprogramme is shown in Fig. 2.
2. GROUNDWORKS
During the tender stage Pell Frischmann looked at a number ofrefinements to the tender design and following the award of thescheme undertook a full value engineering exercise in conjunction with the contractor, Dean & Dyball. The originaldesign called for steel H-piles under the bridge abutment areasadjacent to the railway line where limited vertical movement ofthe track was essential. Following a review of the groundconditions and based on previous experience, the team successfully argued that cast-in-situ displacement piles, usedelsewhere under the embankments, could be driven closer tothe tracks without any problem. The tracks were monitoredduring piling operations and level changes of less than 6 mmwere recorded along the affected section.
The ground conditions at the site consist of made groundoverlying up to 19 m of soft alluvial clay. Below this either a2 m layer of firm/stiff clay on mudstone or sandstone bedrockexists. Two types of driven cast-in-situ piles were designed byKeller, 340 and 380 mm in diameter, to cope with the differentloading conditions caused by the bridge and the embankment.These were driven to refusal from the existing ground level. Thepoor ground contributed to rapid pile installation and rates of up to eight piles a day were recorded. The total driven lengthranged between 22 and 24 m. Pile design information is shownin Table 1. Tests confirmed the integrity of the design andindicated a maximum settlement at working load of 6 mm.
A concrete pile cap was originally shown above the H-piles todistribute the loads from thebridge abutments to the piles.By replacing the H-piles withthe driven cast-in-situ piles,but at slightly reduced spa-cing, it was possible to eliminate the pile caps and extendsaving on construction time as well as cost.
3. LOAD TRANSFERMATTRESS AND EMBANKMENTS
The piles were used to support a load transfer mattress,which was constructed fromlayers of stone and geomembrane grids. Enlarged head piles had been shown on the tender drawing but, again drawing on previous experience, Pell Frischmann demonstrated that this design method could be utilised to reduce the depth of the
mattress and it was suggested that this approach be employed at Locking Castle. By casting an enlarged head of 1·1 m diameter at the top of each pile, the distance to the next pile was reduced and thus the span of the geomembranes in the mattress layers was decreased. Given that the arching effect in the mattress relies on an angle of 458 from the pile to the top of the mattress, the depth of stone could be reduced accordingly.
The overall depth of the mattress was reduced from 1500 mm to 900 mm by rationalising the design in this way. This also led to savings in reduced excavation to the original ground level (Fig.
3).Above the mattress the embankment rises to a maximum height of 6·3 m to carriageway level. To reduce the spread of the embankment, the tender design originally indicated faced precast concrete panels to vertical sidewalls. This was amended later in the tender stage to vertical walls of class A red brickwork, forcing a change in the design of the reinforced embankment. The design of the embankment was subcontracted to Tensar, based on a specification developed by Pell Frischmann. Their system comprised uniaxial geogrids laid at varying vertical spacing on compacted granular material. Class 6I/J granular material, in accordance with the Specification for Highway Works1was specified and this made up the bulk of the embankment. The grids were then anchored to dry-laid interlocking concrete blocks forming the near-vertical face of the embankment. A vertical drainage layer separated the 6I/J material from the concrete blocks. Ties were installed between the joints in the concrete blocks and the class A brickwork facing was constructed in front. Fig. 4shows the embankment crosssection.
The design of the embank-ment relies on the density of the compacted product being structure. This does not reduce the design life of the structure which was set at the standard 120 years. Difficul- ties with this method of construction are well known and include accounting for differential settlement, increased hogging moments at the ends of the beams and congestion of steel in the small areas between the beams. Sufficient structural strength is inbuilt to counteract the stresses of one abutment moving relative to the other. The design was also restricted by the need to keep the same depth of beam that had been identified on the tender drawings. Increas- ing the beams from a Y3 to a Y4 would have simplified the design but would have the penalty of higher embankments, larger pile and bridge loads, more imported material at a consistent value. To facilitate this, Dean & Dyball sourced 40 mm scalpings from Tarmac aggregates which not only consistently met the 6I/J grading but were also suitable for use in the load transfer mattress. In addition, a permanent materials testing presence was kept on site while the embankments were being constructed. The material was very easy to compact, requiring no more than a 1·5 t vibrating steel roller, and, due to its nature, was very suitable for laying in the generally wetconditions that prevailed at the time. All tests showed tha tminimum compaction of 94% was being achieved and the rate of rise of the embankment exceeded the contractors’expectations.
4. BRIDGE AND ABUTMENTS
The bridge deck consisted of prestressed Y3 precast concrete beams and an in situ reinforced concrete slab spanning 20 mover the railway lines. Figs 5 and 6 show the long- and crosssection of the bridge. The beams were supported on bankseats founded on the reinforced embankments. The narrow nature of the embankments was accentuated at the bankseat area sand it was soon obvious that these were too narrow to avoidresting the structure on the concrete block sidewalls of theembankments. To overcome this, the embankments werewidened locally in the vicinity of the abutments to enable thebankseat to sit wholly on the embankment (Fig. 7). As this change was too large to hide, a feature was made of the widened area by the use of strong right angles in the brickwork and pre-cast concrete (PCC) flagstones laid around the top of the brick wall adjacent to the abutments. The final layout gave added effect and accentuated the bridge and its approaches.
Once placed, the PCC beams were cast into each bankseat by the addition of an integral endwall. This eliminated the need for bearings and movement joints, thus creating an integral and steeper gradients on the approach roads. Pressure to keep the deck construction as shallow as possible came also from the discovery that the original tender drawings had not allowed for a deck crossfall to shed water. This raised the southernembankment 150 mm higher than anticipated.
The design was further complicated by the requirement to accommodate services under the bridge deck, between the beams, and through the integral end wall. These services were a 250 mm diameter water main (through a 350 mm diameter duct), an HV electric cable and a four-way BT duct. The loss of section was overcome by agreement to run the electric cable over the top of the deck, rather than below it, as it was not
physically possible to bring it through the identified location on the tender drawings. The loss of available wall section led to the requirement for smaller numbers of, but larger diameter, bars fitted around the holes through the endwalls. This is turn made the detailing and fitting of these bars one of the trickiest elements of the job.
Although generally fixed by the layout of the overall scheme, the vertical road alignment was redesigned to accommodate the change in alignment of the bridge deck. This led to an increased gradient on the southern embankment but also had a knock-on effect on the loading of the bridge. To provide a reasonable rollover across the deck from the steep gradients on either side, the depth of surfacing increased to over 300 mm at its deepest point. This greater loading increased the amount of prestressing in the PCC beams.
At an early stage in the contract, Dean & Dyball had focused onthe placing of beams as a critical phase of the scheme,especially as the work was to be undertaken in January. Toaccelerate the placing of permanent formwork between the beams, the contractor requested that the edge beams bedesigned to include inserts to support the temporary handrails.
These were cast in at a depth such that they would be hidden in the final scheme by tails on the high containment precast P6parapet across the bridge. The temporary handrails were fitted to the edge beams prior to placement (Fig. 8). This enabled the contractor to start placing permanent formwork before all the PCC beams had been laid. This approach reduced the time of track possession, with the eleven beams and permanent formwork all installed within five hours.
5. APPROACH EMBANKMENT PARAPETS
Standard parapets of type P2 were designed to protect the edges of the approach embankments and the support for these presented the team with a considerable challenge. Originally shown as in situ reinforced concrete, it soon became clear that this solution would provide the contractor with a significant health and safety problem. Casting edge beams 6 m above the ground was potentially dangerous, required a lot of scaffolding mand permanent formwork, and would add weeks to the tight construction programme.
To overcome this, the contractor proposed using precast concrete parapet supports in lieu of in situ. However, due to the tight centreline radii on the bridge approaches (50 m radius), the length of each PCC section would need to be limited to avoid a ‘threepenny piece’ appearance. This created its ownproblems when design calculations showed that accidental loadings on the parapet would not be restrained by the use of small discrete PCC units.
A compromise solution consisting of a precast edge piece and an in situ section under the footway/cycleway construction was eventually developed to overcome the problems. To achieve the desired effect, the precast edge beam would need to be of sufficient size and shape to rest on the brick/block edging of the embankment without being unstable. In addition, the sides of each unit would need to be slightly tapered to accommodate the radii of the bends, and the parapet support post bolt cradle would need to be pre-installed at the correct spacing. Team work between the designer and contractor led to a reduction in the number of panel types from 30 to 17, ranging in length from a maximum of 3·65 m to a minimum of 1·98 m, while keeping the parapet posts at a constant spacing along the main length of the embankments (Fig. 9).
The precast units were tied together by means of an in situ element. This comprised a slab extending the entire length of the embankments from the bankseats to the end of the parapet units. The slab was cast continuously, without joints, so that it acted as a beam. The slab was designed with a toe, which, together with friction, counteracts the lateral forces from accidental loading of the parapet posts while the overturning forces of any impact are countered by the weight and cantilever effect of the continuous slab. The P2 support sections were placed and levelled to give apleasing sweep and elevation to the bridge while a tail on the PCC unit was included to hide the top of the brickwork wall, ensuring a neat appearance was achieved.
6. TEAM WORKIN
One of the most pleasing aspects of the scheme was the goodworking relationship that was maintained between all parties. Although working under the General Conditions of Contract for Building and Civil Engineering GC/works/1,2the contractor was keen to espouse the ethics of partnering. Regular meetingsbetween the contractor, designer, client’s engineer and client’s architect took place to keep all parties informed of the latest developments and to deal with concerns before they became a distraction. Communications, channelled through the contractor, between interested third parties, such as Railtrack and NSDC, were also well managed, which ensured that possessions were granted as requested and adoption requirements were dealt with swiftly. This approach was key to meeting the tight construction deadline and in dealing with the minor omissions found in the tender design in a professional manner. It is a credit to the contractor that this was maintained throughout the period of the contract.
7. SUMMARY
Locking Castle Bridge is based on a modern and innovative design which, along with its appearance (Fig. 10), benefits the local environment and provides a focal point for the new residential development. The creation of a park adjacent to the southern embankment will enhance the status and appearance of the bridge in years to come and provide a sense of pride forall those involved in the construction of Locking Castle Bridge.
REFERENCES
1. Specification for Highway Works. In: Manual of ContractDocument for Highway Works. Highways Agency. TheStationery Office, 1993.
2. GC/Works/1: Conditions of Contract for Major Building and Civil Engineering Works. Single Stage Design & Build, The Stationery Office, 1998
原文翻译：
英国锁城大桥
锁城大桥是横跨住宅发展区的铁路桥梁。由于工程施工受到周围建筑与地形的限制，该工程采取加固桥台、桥墩与桥面的刚构结构，以及预制栏杆等方法提高了大桥的使用安全程度，并降低了大桥建造与维护的费用。因此，城堡大桥科学的设计方案使工程成本降到最低。
一、 引言
本文描述的是在受限制地区用最小的费用修建一座铁路桥梁使之成为开放的住宅发展区。锁城地区是位于住宅发展十分紧张的韦斯顿超
图1 锁城大桥位置远景
马雷的东部。监督桥梁建设的客户是城堡建设有限公司，它由二大房建者组成。该区的规划局是北盛捷区议会（NSDC）。该发展地区被分为布里斯托尔和埃克塞特。规划条件规定，直到建成这条横跨的铁路大桥为止，该地区南部区域不可能适应居住。可见锁城大桥的建成对该地区发展的重要性。
发展地区位于萨默塞特的边缘，这个地区地形十分的恶劣，该范围位于韦斯顿以北和A321飞机双程双线分隔线的南面。现在只有一条乡下公路，是南部区域的唯一通道。该地区是交通预期不适合住宅增加的区域。
由于盛捷地区水平高程的限制，新的铁路线在桥台两边必须设有高程差。 并且该地区地形限制，允许正常横跨的区域较小，这导致在结构的布局上的一定数量的妥协。为了整个城堡地区的发展， 全
图2 锁城大桥地图上位置
桥限速20公里/时，并考虑区域范围内的速度制约。这样在得到客户和NSDC的同意后，桥梁采取了最小半径的方法，这使得桥梁采用了比正常梯度更加陡峭地方法实现高程的跨越。
客户的工程师、工程顾问、一般设计原则和初步认同原则下(AIP)与NSDC发出投标文件。
该合同在2000年7月1授予安迪。投标价值1.31亿美元，合同期定为34周，到2001年4月完成。
图3 桥整体横断面
图4 桥体长度 图5 桥上部结构横断面
二、地基
在招标阶段佩尔研究了一些优化设计和招标后的裁决计划进行了充分的经济分析后交付承包商，院长及安迪 。原来设计要求H型
图6 桥面铺装
钢桩柱下的桥台地区与相邻铁路线之间必须是垂直运动。经审查后的地面条件和根据以往的经验判断，现浇位移桩，使用其他类似地方的河堤下，可驱动更接近轨道而不会有任何问题。并在受影响区域进行了监测，打桩作业和水平高程的变化小于要求的6毫米。
在地面下覆盖厚达19米的软冲积土。这下面是2米层坚定/硬粘土泥岩或砂岩基石。两种类型的驱动现浇桩设计了340和380毫
米的大口径水管，以应付不同载入条件所造成的桥梁和堤坝的不同荷载。 这些有利于桩体的载入。最多可达一天8个桩的记录。总长度
驱动介于22和24米之间。试验证实了完整的设计和表示最多解决在工作负荷为六毫米
一个具体的桩帽负载从桥墩传递到桩。 取代H型桩柱与 驱动现浇桩， 但略有减少水，它能使桩帽的荷载延长传递到承台，从而节约施工时间 以及成本。
三、荷载传递，路基
桩被用来抑制端口的负载转移，这是因为修建时采用了石头和网膜。 在招标图纸上显示了基础顶部扩大桩，再运用早先经验， 佩尔指出这个设计方法可能被运用减少垫层的深度，并且把这种方法使用在城堡大桥上。 通过熔铸一个扩大的部分1.1m在每桩上面，距离到桩下减少了1 m直径，并且薄膜的间距在垫层的增加因而被减少了。 假设成拱形的作用在承台依靠角度458从堆到垫层的上面，可能相应地减少石头的深度。通过合理的设计，垫层的整体深度从1500毫米减少了到900毫米。 这样减少了挖掘深度并保留了原始的底层。.
垫层路堤上升到最大高度6.3 m的车道高程。为了减少蔓延的路堤，招标设计最初面临混凝土预制板垂直侧壁。这是后来修正的在投标阶段用红砖砌筑的垂直墙壁，迫使改变设计中的钢筋路堤。路基被分包两个部分以坦萨为基础和规范发展的佩尔弗里斯赫曼恩路段。其系统组成的单轴土工格栅在不同规定垂直间隔的压实颗粒物质。颗粒状材料，符合高速公路规范做路堤材料的相关规定。该网格，挂靠在干燥的混凝土砌块上形成近垂直的路堤。被垂直排水层分开。在两者之间安装了隔水带，并且在前面修建了砖砌饰面。 图-4展示基础的横断面
图7 防撞墙
路堤的设计是依靠紧密的产品的密度结构。这并不会减少桥梁结构的120年的设计使用寿命。此方法的约束结构是众所周知的, 并且在结算梁末端的负弯矩时作为一个统一体来解决。并且利用墩台的内力来约束其相对移动。在招标图纸上还限制了必须要保持同样的深度。现在 从Y3到Y4进行简化设计，这样就会有更高的桥基、更大的桩和桥梁荷载，造成进口的材料损失。院长及安迪在这一共同目标下进行了这项工作。净厚40毫米的沥青混凝土不仅满足材料等级的要求，也适合使用在负荷传递的垫层上。此外，一直在现场进行永久材料的测试，而在兴建河堤时，该材料很容易压实，按要求使用1.5吨的振动压路机碾压，而且，就其性质而言，非常适合埋设在潮湿的条件。所有的测试结果显示， 最低的压实度在94 ％以上，压实度远远超过承包商期望。
四、桥梁和桥墩
桥面包括预制预应力混凝土梁和一块跨度20m的现浇钢筋混凝土平板。图4和5显示桥梁的长度和横断面。 在加强的桥台建立支撑梁。在支撑梁区域凸显了桥台狭窄的特点，并且这些太狭窄的桥台
图8 挡土墙
不能避免的退出工作结构，并对混凝土砌块侧壁的河堤产生压力。为了克服这个困难，把河堤的挡土墙在桥台附近扩大，并使之成为完全挡土墙 (图8)。 因为这变动太大以至于不能掩藏，在砖墙的上面放置的砖砌和预制混凝土做了加宽的区域，并在桥台附近形成了坝肩。最后的布局给桥梁带来了增值效应并丰富了桥梁和其施工方法。
一旦浇注了混凝土，整个桥面将形成一个整体。 这方法消除了梁与支撑之间的转动，因此，使桥面形成了一个统一的更加陡峭坡度。为了保持桥面产生压力保持一样，使桥面出现横向的排水，这是招标图纸不允许的。 这就提出了一个南部路基高于预期150毫米。
设计要求在梁和桥面板之间容纳一些复杂的服务设备。这些设备是一条250毫米直径总水管(通过一条350毫米直径输送管)， HV电缆和一条四种方式的BT输送管。在招标图纸上看这些服务设备是在桥梁之间缺失的部分通过，而不是在它的下面通过。这些可利用的部分损失能够使桥梁的自重更小、结构减轻，而且桥梁的截面尺寸更大，这些临时的设施在孔中通过。因此，要求作出详细的安装说明，这又是一个非常棘手的工作。
桥梁的布局方案是一个整体的固定结构。并且，重新设计成了垂直路线，以适应桥面的变化。这就导致了南部桥台的升高，从而，桥面的坡度增加。因此，对上面的桥梁产生了连锁反应。为提供合理的桥面跨越坡度，在桥南部的桩相应的增长，在增长最多的地方增加深度超过300毫米。这要求在预应力混凝土中增加更大预应力。
在早期阶段的合同中，院长及安迪把梁的施工作为一个关键阶段， 尤其施工是在1月份进行。承包商要求在梁之间快速安装永久模板，并且，要求在边梁设计时插入临时扶手栏杆。
浇注了横跨桥梁护墙后，能够掩盖P6栏杆末端。在安装边缘梁之前应先安装临时扶手栏杆。在安装所有的混凝土梁之前，承包商先安置永久模板。这种安装方法安装11根梁和所有的永久建筑仅仅需要5小时，大大的节省了施工周期。
五、护墙
标准型的P2护墙的目的是保护的边缘河堤。因此，对该小组提出了相当大的挑战。必须在原先的位置浇注钢筋混凝土，承包商对这种解决方案提出了健康与安全问题，因为在地面上浇注6m的边缘梁是十分危险的，必须要用到更多的脚手架和永久模板，并且，施工将延长几个星期，工期将更加紧张。
为此，承包商建议使用预制混凝土栏杆来替代在原处浇注混凝土。然而，由于桥梁采用的是最小半径，所以每个混凝土梁的长度受到限制，以避免出现外观问题。并且计算表明混凝土栏杆会受到使用限制。
另外一种折衷的解决办法包括一个预制件和边缘现浇的行人/自行车道建设，最终克服了这些问题。为了实现理想的效果，边梁的预制需要的足够的大小和形状的砖块，以确保边缘的路堤稳定。此外，双方每个单位将需要略锥形，以适应半径的弯道，并且护墙后螺栓支持摇篮要预先安装在正确的间距上。由于设计师和承包商通力合作，盘区类型的数量从30减少到17，排列在长度从最多3.65 m减少到最小限度1.98 m，并保留栏杆位置恒定间距沿堤防的主要长度（如图9）。
预制的构件通过现场浇注在一起，形成了一个整体。同时连栏杆和扩大的路堤也浇注在一起。把桥面板浇注在一起，使之形成梁。并且桥面板做了脚趾形设计，利用其摩擦力来抵抗栏杆的偶然荷载，用连续的桥面板和悬臂式结构抵抗外部的对 桥面的扭转和倾覆力。
P2支持部分被做成水平并且与桥梁完美的组合在一起。而末端被混凝土掩盖保证了外观的整洁。
六、运作
在整个计划中最值得欣慰的是能够很好的维护各个方面的关系。大家在工程合同约定下一起工作，在出现矛盾之前，举行定期会议时告知承包商、设计师、客户的工程师和客户的建筑师工程之间相互通告事情的最新事态发展和处理的意见。并且在感兴趣
图9 锁城大桥
的方面打开信息交换的通道适时的通信，例如处理好铁路轨道等，并按要求保证资金适时到位。在遇到工程最后期限紧张时或发现设计图纸有小遗漏时要以专业的方式进行沟通。这事成为承包商在整个合同期间维护信用的关键。
七、摘要
锁城大桥是集现代和创新于一体的设计（图9）。加上其美丽的外观，不仅美化了当地环境。还增加了外界联系。更有利于新住宅的发展。并且在桥的南部还建立了一个公园，这将提高大桥的地位和整体的外观。在今后几年里，锁城大桥将是所有参与建造者的自豪。
参考文献
公路工程规范 速公路局办公室 1993年
建筑与土木工程规范 建造与设计办公室 1998年
参考资料
《建筑结构抗震设计》，东南编著、清华主审。，1998
《混凝土结构》上册，2，天津
表5-5 横向框架柱内力组合(考虑地震组合)
注：表中画横线数值用于基础抗震设计中。
第七章 楼梯结构设计
楼梯间开间为8.1m，进深为7.5m。采用板式楼梯底层，共26级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为12×0.28=3.36m。二至三层楼梯均为等跑楼梯，共24级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为11×0.28=3.08m。楼梯的踢面和踏面均采用瓷砖面层，踏面采用防滑处理，底面为水泥砂浆粉刷。混凝土强度等级C25，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。
7.1 楼梯板计算
板倾斜度 tgα=150/300=0.5 cosα=0.894
设板厚h=120mm，h=1/30—1/25=118—142 mm板厚满足要求
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
设计值：g=1.2×6.436=7.723 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 g+q=7.723+3.5=11.223 KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度
跨中最大弯矩 M=（g+q）lo2/10=11.223×3.552/10=14.143 KN·m
h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh02）=14.143×106/(1.0×14.3×1000×1002)=0.099
rs=0.948
As=M /（rsfyh0）=14.143×106/(0.948×210×100)=710 mm2
选 10@100,实有As=714 mm2,
分布筋 8@200，
7.2 平台板计算
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
平台板的荷载：
平台板荷载
荷载分项系数rG=1.2 rQ=1.4
设计值：g=1.2×3.39=4.068 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 p= g+q =7.568KN/m
2、截面设计：
靠窗的平台板：
l0=2500-125+100/2=2.125m
M=(g+q)l02/8=7.568×2.1252/8=4.272 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.07
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.073
As=ξfcb，h0/fy= =267 mm2
选 8@180,实有As=279 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
靠走廊的平台板：
l0=1400-125+100/2=1.325m
M=(g+q)l02/8=7.568×1.3252/8=1.661 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.027
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027
As=ξfcb，h0/fy= =99mm2
选 6@180,实有As=157 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
7.3 平台梁计算
设平台梁截面 b=250mm h=300mm
1、荷载计算：
平台梁1的荷载：
设计值： =（1.2+0.218+10.619）×1.2=14.423 KN/m
=4.114×1.2=4.937 KN/m4
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
平台梁2的荷载：b=240mm h=300mm
平台梁2荷载
设计值： =（1.2+0.218+10.619）×1.2=14.423 KN/m
=2.789×1.2=3.347 KN/m
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
2、截面设计：
TL1：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.25）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(4.937+4.27) ×4.4732/8
=46.22KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=46.22×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.0617
rs=0.968
As=M /（rsfyh0）=46.22×106/（210×0.968×265）=858 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
TL2：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.24）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(3.347+3.29) ×4.4732/8
=44.951KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=44.951×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.06
rs=0.969
As=M /（rsfyh0）=44.951×106/（210×0.969×265）=834 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
第八章 现浇楼盖设计
8.1现浇楼盖设计
楼板厚120mm，楼面活荷载标准值2 kN/m2。走廊活荷载标准值2.5 kN/m2。钢筋混凝土板泊松比ν=1/6。
1、 荷载设计值：
办公室恒载设计值 g=4.01×1.2=4.55kN/m2
活载设计值 q=2×1.4=2.8kN/m2
走廊恒载设计值 g = 1.2×4.01= 4.55kN/m2
活载设计值 q=2.5×1.4=3.5kN/m2
所以 教室部分 p=g + q =4.55+2.8=7.35kN/m2
p,= g + q/2=4.55+2.8/2=5.9kN/m2
p ,,= q/2=2.8/2=1.4kN/m2
走廊部分 p=g + q =4.55+3.5=8.0kN/m2
p,= g + q/2=4.55+3.5/2=6.3kN/m2
p ,,= q/2=3.5/2=1.75kN/m2
2、 按双向板弹性理论计算区格弯矩：
A区格板： lx=3.75m
ly=4.05m
lx / ly =3.75/4.05=0.625
查《混凝土与砌体结构设计》附表得两邻边固定两邻边简支时的弯矩和四边简支时的系数（表中α为弯矩系数）
3.截面设计
板跨中截面两个方向有效高度的确定
假定钢筋选用φ10，则
板支座截面有效高度为
由于楼盖周边按铰支考虑，因此I角区板的弯矩不折减，而中央区格和 的区格板的跨中弯矩和支座弯矩可减少20%，但考虑到本设计中弯矩值均较小，可不做折减。计算配筋时，近似取内力臂系数 ，
表8-1 双向板配筋计算表
第九章 基础设计
9.1 荷载计算
按照《地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的有关规定，上部结构传至基础顶面上的荷载只需按照荷载效应的基本组合来分析确定。
混凝土设计强度等级采用C30，基础底板设计采用HRB335钢，fy=300 N/mm，室内外高差为0.45 m，基础埋置深度为1.2m，基础高度600mm。上柱断面为500×500，基础部分柱断面保护层加大，两边各增加50，故地下部分柱颈尺寸为600×600
基础承载力计算时，应采用荷载标准组合。
，取两者中大者。
以轴线3为计算单元进行基础设计，上部结构传来柱底荷载标准值：
表9-1荷载标准组合
底层墙、基础连系梁传来荷载标准值（连系梁顶面标高同基础顶面）
墙重： 0.00以上 ：5.5×0.2×3.9=4.29kN/m（粉煤灰轻渣空心砌块， =5.5 ）
0.00以下 ：19×0.24×0.95=4.33kN/m（采用一般粘土砖， =19 ）
连梁重：（400×240）
（与纵向轴线距离0.15）
柱A基础底面： FK = 842.74 +11.02 4.5 =892.33kN
MK=37.01 +11.02 4.5×0.15+16.55×0.6 = 54.38kN·m
柱B基础底面： FK =1158.71+11.02 4.5 = 1208.3kN
MK=14.38+11.02 4.5×0.15+8.89 0.6=27.15kN·m
9.2 确定基础底面积
A、D柱下采用钢筋混凝土独立基础，B、C采用钢筋混凝土联合基础，
根据地质条件取②层粉质粘土层作为持力层，设基础在持力层中的嵌固深度为0.1m，室外埋深1.2，室内埋深1.65 m，（室内外高差0.45m）。
1.A柱：
（1）初估基底尺寸
由于基底尺寸未知，持力层土的承载力特征值先仅考虑深度修正，由于持力层为粉质粘土，故取 =1.6
=（16.5 1.0+16 0.5）/1.5=17.4
=100+1.6 17.4 (1.5-0.5) = 192.84
= = 6.2
设 =1.2 = =2.27
取b=2.3m，l=2.8m
（2）按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =892.33+20 2.3 2.8 (1.5+1.95) = 1114.5
基底形心处弯矩： = 54.38
偏心距： = = 0.049 < = 0.47
<
<
满足要求。
2.B柱：
因B、C轴向距仅3 ，D、E柱分别设为独立基础场地不够，所以将两柱做成双柱联合基础。
因为两柱荷载对称，所以联合基础近似按中心受压设计基础，基础埋深1.2 。
≥
设 l=5.6m，b=3m， A=16.8m2
按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =1208.3+20 5.6 3 (1.5+1.65) = 1787.9
基底形心处弯矩： = 27.15
偏心距： = = 0.015 < = 0.93
<
<
满足要求。
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）
1．荷载设计值
基础结构设计时，需按荷载效应基本组合的设计值进行计算。
A柱：F=1039.76+11.02×4.5×1.2=1099.27kN
M=49.35+11.02×4.5×1.2×0.15+0.6×21.64=71.26kN.m
（B-C)柱：
2．A柱：
（1）基底净反力：
（2）冲切验算
=1.24m2
基础高度满足要求。
（3）配筋
=
=216.26kN.m
选Φ14@110
=140.56 kN.m
配Φ14@160
注：短边钢筋放在长边钢筋内侧，所以有效计算高度差10mm。
3．（B-C)柱基
基础高度 （等厚）
（1）基底净反力：
（2）冲切验算：计算简图见图9-2。
要求
，
满足要求。
图9-2 冲切验算计算简图弯矩和剪力的计算结果
（3）纵向内力计算
，弯矩和剪力的计算结果见图9-4。
（4）抗剪验算
柱边剪力：
满足要求。
（5）纵向配筋计算
板底层配筋：
折算成每米板宽3596.62/5.6=642
选 Φ14@200 As=770
板顶层配筋：按构造配筋φ10@200 As=393
（6）横向配筋
柱下等效梁宽为：
柱边弯矩：
折算成每米梁宽2718/3=906
选Φ14@170，
第十章 科技资料翻译
一、科技资料原文：
Castle Bridge, Weston-Super-Mare, UK
Castle Bridge is a minimal-cost solution to the dilemmaof a restricted crossing of a main railway line within a residential development area. The works employs reinforced earth embankments, integrated bridge deck andabutment construction and precast parapet solutions toovercome and minimise the safety, maintenance and costissues associated with the scheme.
1. INTRODUCTION
This paper describes a minimal-cost solution to a road bridgeover a railway, on a restricted site, to open up land for residential development. Locking Castle is an area under heavy residential development on the eastern side of Weston-Super Mare. Overseeing the development and client for the bridge isLocking Castle Limited, a company owned in consortium by two major house builders. The planning authority is North Somerset District Council (NSDC). The development area is splitin half by the Bristol to Exeter main railway line. Planning conditions for the area stipulated that the southern area couldnot be inhabited until a crossing of this railway line had beenbuilt. Fig. 1 shows the Locking Castle development and theimportance of the bridge to the area.
The development area is situated on the edge of the SomersetLevels, an area noted for its poor ground conditions, and is bounded by a railway line to Weston to the north and the A321dual carriageway to the south. Moor Lane, an existing countryroad, was the only access to the southern area and was notsuitable for the traffic expected by the increased housing stock.
Owing to the nature of the Somerset Levels, the new road overthe railway lines would have to be raised on embankments onboth sides of the track. An area of land had been reserved for the crossing but this area was small in comparison to a normalcrossing, which led to a number of compromises in the layoutof the structure. A blanket 20 mph speed limit, coupled with area-wide speed restriction measures, coverthewholeLockingCastledevelopment. This enabled the roads to be laid to a tightradius on the approaches to the bridge and also allowed theclient to agree, with NSDC, that steeper than normal gradientscould be used to attain the elevation of the crossing.
The client’s engineer, Arup, agreed general design principlesand the preliminary Approval in Principle (AIP) with NSDCprior to the issue of tender documents.
The contract was awarded to Dean & Dyball in July 2000 for atender value of £1·31 million and the contract period was set at34 weeks for a completion in April 2001. A simplifiedprogramme is shown in Fig. 2.
2. GROUNDWORKS
During the tender stage Pell Frischmann looked at a number ofrefinements to the tender design and following the award of thescheme undertook a full value engineering exercise in conjunction with the contractor, Dean & Dyball. The originaldesign called for steel H-piles under the bridge abutment areasadjacent to the railway line where limited vertical movement ofthe track was essential. Following a review of the groundconditions and based on previous experience, the team successfully argued that cast-in-situ displacement piles, usedelsewhere under the embankments, could be driven closer tothe tracks without any problem. The tracks were monitoredduring piling operations and level changes of less than 6 mmwere recorded along the affected section.
The ground conditions at the site consist of made groundoverlying up to 19 m of soft alluvial clay. Below this either a2 m layer of firm/stiff clay on mudstone or sandstone bedrockexists. Two types of driven cast-in-situ piles were designed byKeller, 340 and 380 mm in diameter, to cope with the differentloading conditions caused by the bridge and the embankment.These were driven to refusal from the existing ground level. Thepoor ground contributed to rapid pile installation and rates of up to eight piles a day were recorded. The total driven lengthranged between 22 and 24 m. Pile design information is shownin Table 1. Tests confirmed the integrity of the design andindicated a maximum settlement at working load of 6 mm.
A concrete pile cap was originally shown above the H-piles todistribute the loads from thebridge abutments to the piles.By replacing the H-piles withthe driven cast-in-situ piles,but at slightly reduced spa-cing, it was possible to eliminate the pile caps and extendsaving on construction time as well as cost.
3. LOAD TRANSFERMATTRESS AND EMBANKMENTS
The piles were used to support a load transfer mattress,which was constructed fromlayers of stone and geomembrane grids. Enlarged head piles had been shown on the tender drawing but, again drawing on previous experience, Pell Frischmann demonstrated that this design method could be utilised to reduce the depth of the
mattress and it was suggested that this approach be employed at Locking Castle. By casting an enlarged head of 1·1 m diameter at the top of each pile, the distance to the next pile was reduced and thus the span of the geomembranes in the mattress layers was decreased. Given that the arching effect in the mattress relies on an angle of 458 from the pile to the top of the mattress, the depth of stone could be reduced accordingly.
The overall depth of the mattress was reduced from 1500 mm to 900 mm by rationalising the design in this way. This also led to savings in reduced excavation to the original ground level (Fig.
3).Above the mattress the embankment rises to a maximum height of 6·3 m to carriageway level. To reduce the spread of the embankment, the tender design originally indicated faced precast concrete panels to vertical sidewalls. This was amended later in the tender stage to vertical walls of class A red brickwork, forcing a change in the design of the reinforced embankment. The design of the embankment was subcontracted to Tensar, based on a specification developed by Pell Frischmann. Their system comprised uniaxial geogrids laid at varying vertical spacing on compacted granular material. Class 6I/J granular material, in accordance with the Specification for Highway Works1was specified and this made up the bulk of the embankment. The grids were then anchored to dry-laid interlocking concrete blocks forming the near-vertical face of the embankment. A vertical drainage layer separated the 6I/J material from the concrete blocks. Ties were installed between the joints in the concrete blocks and the class A brickwork facing was constructed in front. Fig. 4shows the embankment crosssection.
The design of the embank-ment relies on the density of the compacted product being structure. This does not reduce the design life of the structure which was set at the standard 120 years. Difficul- ties with this method of construction are well known and include accounting for differential settlement, increased hogging moments at the ends of the beams and congestion of steel in the small areas between the beams. Sufficient structural strength is inbuilt to counteract the stresses of one abutment moving relative to the other. The design was also restricted by the need to keep the same depth of beam that had been identified on the tender drawings. Increas- ing the beams from a Y3 to a Y4 would have simplified the design but would have the penalty of higher embankments, larger pile and bridge loads, more imported material at a consistent value. To facilitate this, Dean & Dyball sourced 40 mm scalpings from Tarmac aggregates which not only consistently met the 6I/J grading but were also suitable for use in the load transfer mattress. In addition, a permanent materials testing presence was kept on site while the embankments were being constructed. The material was very easy to compact, requiring no more than a 1·5 t vibrating steel roller, and, due to its nature, was very suitable for laying in the generally wetconditions that prevailed at the time. All tests showed tha tminimum compaction of 94% was being achieved and the rate of rise of the embankment exceeded the contractors’expectations.
4. BRIDGE AND ABUTMENTS
The bridge deck consisted of prestressed Y3 precast concrete beams and an in situ reinforced concrete slab spanning 20 mover the railway lines. Figs 5 and 6 show the long- and crosssection of the bridge. The beams were supported on bankseats founded on the reinforced embankments. The narrow nature of the embankments was accentuated at the bankseat area sand it was soon obvious that these were too narrow to avoidresting the structure on the concrete block sidewalls of theembankments. To overcome this, the embankments werewidened locally in the vicinity of the abutments to enable thebankseat to sit wholly on the embankment (Fig. 7). As this change was too large to hide, a feature was made of the widened area by the use of strong right angles in the brickwork and pre-cast concrete (PCC) flagstones laid around the top of the brick wall adjacent to the abutments. The final layout gave added effect and accentuated the bridge and its approaches.
Once placed, the PCC beams were cast into each bankseat by the addition of an integral endwall. This eliminated the need for bearings and movement joints, thus creating an integral and steeper gradients on the approach roads. Pressure to keep the deck construction as shallow as possible came also from the discovery that the original tender drawings had not allowed for a deck crossfall to shed water. This raised the southernembankment 150 mm higher than anticipated.
The design was further complicated by the requirement to accommodate services under the bridge deck, between the beams, and through the integral end wall. These services were a 250 mm diameter water main (through a 350 mm diameter duct), an HV electric cable and a four-way BT duct. The loss of section was overcome by agreement to run the electric cable over the top of the deck, rather than below it, as it was not
physically possible to bring it through the identified location on the tender drawings. The loss of available wall section led to the requirement for smaller numbers of, but larger diameter, bars fitted around the holes through the endwalls. This is turn made the detailing and fitting of these bars one of the trickiest elements of the job.
Although generally fixed by the layout of the overall scheme, the vertical road alignment was redesigned to accommodate the change in alignment of the bridge deck. This led to an increased gradient on the southern embankment but also had a knock-on effect on the loading of the bridge. To provide a reasonable rollover across the deck from the steep gradients on either side, the depth of surfacing increased to over 300 mm at its deepest point. This greater loading increased the amount of prestressing in the PCC beams.
At an early stage in the contract, Dean & Dyball had focused onthe placing of beams as a critical phase of the scheme,especially as the work was to be undertaken in January. Toaccelerate the placing of permanent formwork between the beams, the contractor requested that the edge beams bedesigned to include inserts to support the temporary handrails.
These were cast in at a depth such that they would be hidden in the final scheme by tails on the high containment precast P6parapet across the bridge. The temporary handrails were fitted to the edge beams prior to placement (Fig. 8). This enabled the contractor to start placing permanent formwork before all the PCC beams had been laid. This approach reduced the time of track possession, with the eleven beams and permanent formwork all installed within five hours.
5. APPROACH EMBANKMENT PARAPETS
Standard parapets of type P2 were designed to protect the edges of the approach embankments and the support for these presented the team with a considerable challenge. Originally shown as in situ reinforced concrete, it soon became clear that this solution would provide the contractor with a significant health and safety problem. Casting edge beams 6 m above the ground was potentially dangerous, required a lot of scaffolding mand permanent formwork, and would add weeks to the tight construction programme.
To overcome this, the contractor proposed using precast concrete parapet supports in lieu of in situ. However, due to the tight centreline radii on the bridge approaches (50 m radius), the length of each PCC section would need to be limited to avoid a ‘threepenny piece’ appearance. This created its ownproblems when design calculations showed that accidental loadings on the parapet would not be restrained by the use of small discrete PCC units.
A compromise solution consisting of a precast edge piece and an in situ section under the footway/cycleway construction was eventually developed to overcome the problems. To achieve the desired effect, the precast edge beam would need to be of sufficient size and shape to rest on the brick/block edging of the embankment without being unstable. In addition, the sides of each unit would need to be slightly tapered to accommodate the radii of the bends, and the parapet support post bolt cradle would need to be pre-installed at the correct spacing. Team work between the designer and contractor led to a reduction in the number of panel types from 30 to 17, ranging in length from a maximum of 3·65 m to a minimum of 1·98 m, while keeping the parapet posts at a constant spacing along the main length of the embankments (Fig. 9).
The precast units were tied together by means of an in situ element. This comprised a slab extending the entire length of the embankments from the bankseats to the end of the parapet units. The slab was cast continuously, without joints, so that it acted as a beam. The slab was designed with a toe, which, together with friction, counteracts the lateral forces from accidental loading of the parapet posts while the overturning forces of any impact are countered by the weight and cantilever effect of the continuous slab. The P2 support sections were placed and levelled to give apleasing sweep and elevation to the bridge while a tail on the PCC unit was included to hide the top of the brickwork wall, ensuring a neat appearance was achieved.
6. TEAM WORKIN
One of the most pleasing aspects of the scheme was the goodworking relationship that was maintained between all parties. Although working under the General Conditions of Contract for Building and Civil Engineering GC/works/1,2the contractor was keen to espouse the ethics of partnering. Regular meetingsbetween the contractor, designer, client’s engineer and client’s architect took place to keep all parties informed of the latest developments and to deal with concerns before they became a distraction. Communications, channelled through the contractor, between interested third parties, such as Railtrack and NSDC, were also well managed, which ensured that possessions were granted as requested and adoption requirements were dealt with swiftly. This approach was key to meeting the tight construction deadline and in dealing with the minor omissions found in the tender design in a professional manner. It is a credit to the contractor that this was maintained throughout the period of the contract.
7. SUMMARY
Locking Castle Bridge is based on a modern and innovative design which, along with its appearance (Fig. 10), benefits the local environment and provides a focal point for the new residential development. The creation of a park adjacent to the southern embankment will enhance the status and appearance of the bridge in years to come and provide a sense of pride forall those involved in the construction of Locking Castle Bridge.
REFERENCES
1. Specification for Highway Works. In: Manual of ContractDocument for Highway Works. Highways Agency. TheStationery Office, 1993.
2. GC/Works/1: Conditions of Contract for Major Building and Civil Engineering Works. Single Stage Design & Build, The Stationery Office, 1998
原文翻译：
英国锁城大桥
锁城大桥是横跨住宅发展区的铁路桥梁。由于工程施工受到周围建筑与地形的限制，该工程采取加固桥台、桥墩与桥面的刚构结构，以及预制栏杆等方法提高了大桥的使用安全程度，并降低了大桥建造与维护的费用。因此，城堡大桥科学的设计方案使工程成本降到最低。
一、 引言
本文描述的是在受限制地区用最小的费用修建一座铁路桥梁使之成为开放的住宅发展区。锁城地区是位于住宅发展十分紧张的韦斯顿超
图1 锁城大桥位置远景
马雷的东部。监督桥梁建设的客户是城堡建设有限公司，它由二大房建者组成。该区的规划局是北盛捷区议会（NSDC）。该发展地区被分为布里斯托尔和埃克塞特。规划条件规定，直到建成这条横跨的铁路大桥为止，该地区南部区域不可能适应居住。可见锁城大桥的建成对该地区发展的重要性。
发展地区位于萨默塞特的边缘，这个地区地形十分的恶劣，该范围位于韦斯顿以北和A321飞机双程双线分隔线的南面。现在只有一条乡下公路，是南部区域的唯一通道。该地区是交通预期不适合住宅增加的区域。
由于盛捷地区水平高程的限制，新的铁路线在桥台两边必须设有高程差。 并且该地区地形限制，允许正常横跨的区域较小，这导致在结构的布局上的一定数量的妥协。为了整个城堡地区的发展， 全
图2 锁城大桥地图上位置
桥限速20公里/时，并考虑区域范围内的速度制约。这样在得到客户和NSDC的同意后，桥梁采取了最小半径的方法，这使得桥梁采用了比正常梯度更加陡峭地方法实现高程的跨越。
客户的工程师、工程顾问、一般设计原则和初步认同原则下(AIP)与NSDC发出投标文件。
该合同在2000年7月1授予安迪。投标价值1.31亿美元，合同期定为34周，到2001年4月完成。
图3 桥整体横断面
图4 桥体长度 图5 桥上部结构横断面
二、地基
在招标阶段佩尔研究了一些优化设计和招标后的裁决计划进行了充分的经济分析后交付承包商，院长及安迪 。原来设计要求H型
图6 桥面铺装
钢桩柱下的桥台地区与相邻铁路线之间必须是垂直运动。经审查后的地面条件和根据以往的经验判断，现浇位移桩，使用其他类似地方的河堤下，可驱动更接近轨道而不会有任何问题。并在受影响区域进行了监测，打桩作业和水平高程的变化小于要求的6毫米。
在地面下覆盖厚达19米的软冲积土。这下面是2米层坚定/硬粘土泥岩或砂岩基石。两种类型的驱动现浇桩设计了340和380毫
米的大口径水管，以应付不同载入条件所造成的桥梁和堤坝的不同荷载。 这些有利于桩体的载入。最多可达一天8个桩的记录。总长度
驱动介于22和24米之间。试验证实了完整的设计和表示最多解决在工作负荷为六毫米
一个具体的桩帽负载从桥墩传递到桩。 取代H型桩柱与 驱动现浇桩， 但略有减少水，它能使桩帽的荷载延长传递到承台，从而节约施工时间 以及成本。
三、荷载传递，路基
桩被用来抑制端口的负载转移，这是因为修建时采用了石头和网膜。 在招标图纸上显示了基础顶部扩大桩，再运用早先经验， 佩尔指出这个设计方法可能被运用减少垫层的深度，并且把这种方法使用在城堡大桥上。 通过熔铸一个扩大的部分1.1m在每桩上面，距离到桩下减少了1 m直径，并且薄膜的间距在垫层的增加因而被减少了。 假设成拱形的作用在承台依靠角度458从堆到垫层的上面，可能相应地减少石头的深度。通过合理的设计，垫层的整体深度从1500毫米减少了到900毫米。 这样减少了挖掘深度并保留了原始的底层。.
垫层路堤上升到最大高度6.3 m的车道高程。为了减少蔓延的路堤，招标设计最初面临混凝土预制板垂直侧壁。这是后来修正的在投标阶段用红砖砌筑的垂直墙壁，迫使改变设计中的钢筋路堤。路基被分包两个部分以坦萨为基础和规范发展的佩尔弗里斯赫曼恩路段。其系统组成的单轴土工格栅在不同规定垂直间隔的压实颗粒物质。颗粒状材料，符合高速公路规范做路堤材料的相关规定。该网格，挂靠在干燥的混凝土砌块上形成近垂直的路堤。被垂直排水层分开。在两者之间安装了隔水带，并且在前面修建了砖砌饰面。 图-4展示基础的横断面
图7 防撞墙
路堤的设计是依靠紧密的产品的密度结构。这并不会减少桥梁结构的120年的设计使用寿命。此方法的约束结构是众所周知的, 并且在结算梁末端的负弯矩时作为一个统一体来解决。并且利用墩台的内力来约束其相对移动。在招标图纸上还限制了必须要保持同样的深度。现在 从Y3到Y4进行简化设计，这样就会有更高的桥基、更大的桩和桥梁荷载，造成进口的材料损失。院长及安迪在这一共同目标下进行了这项工作。净厚40毫米的沥青混凝土不仅满足材料等级的要求，也适合使用在负荷传递的垫层上。此外，一直在现场进行永久材料的测试，而在兴建河堤时，该材料很容易压实，按要求使用1.5吨的振动压路机碾压，而且，就其性质而言，非常适合埋设在潮湿的条件。所有的测试结果显示， 最低的压实度在94 ％以上，压实度远远超过承包商期望。
四、桥梁和桥墩
桥面包括预制预应力混凝土梁和一块跨度20m的现浇钢筋混凝土平板。图4和5显示桥梁的长度和横断面。 在加强的桥台建立支撑梁。在支撑梁区域凸显了桥台狭窄的特点，并且这些太狭窄的桥台
图8 挡土墙
不能避免的退出工作结构，并对混凝土砌块侧壁的河堤产生压力。为了克服这个困难，把河堤的挡土墙在桥台附近扩大，并使之成为完全挡土墙 (图8)。 因为这变动太大以至于不能掩藏，在砖墙的上面放置的砖砌和预制混凝土做了加宽的区域，并在桥台附近形成了坝肩。最后的布局给桥梁带来了增值效应并丰富了桥梁和其施工方法。
一旦浇注了混凝土，整个桥面将形成一个整体。 这方法消除了梁与支撑之间的转动，因此，使桥面形成了一个统一的更加陡峭坡度。为了保持桥面产生压力保持一样，使桥面出现横向的排水，这是招标图纸不允许的。 这就提出了一个南部路基高于预期150毫米。
设计要求在梁和桥面板之间容纳一些复杂的服务设备。这些设备是一条250毫米直径总水管(通过一条350毫米直径输送管)， HV电缆和一条四种方式的BT输送管。在招标图纸上看这些服务设备是在桥梁之间缺失的部分通过，而不是在它的下面通过。这些可利用的部分损失能够使桥梁的自重更小、结构减轻，而且桥梁的截面尺寸更大，这些临时的设施在孔中通过。因此，要求作出详细的安装说明，这又是一个非常棘手的工作。
桥梁的布局方案是一个整体的固定结构。并且，重新设计成了垂直路线，以适应桥面的变化。这就导致了南部桥台的升高，从而，桥面的坡度增加。因此，对上面的桥梁产生了连锁反应。为提供合理的桥面跨越坡度，在桥南部的桩相应的增长，在增长最多的地方增加深度超过300毫米。这要求在预应力混凝土中增加更大预应力。
在早期阶段的合同中，院长及安迪把梁的施工作为一个关键阶段， 尤其施工是在1月份进行。承包商要求在梁之间快速安装永久模板，并且，要求在边梁设计时插入临时扶手栏杆。
浇注了横跨桥梁护墙后，能够掩盖P6栏杆末端。在安装边缘梁之前应先安装临时扶手栏杆。在安装所有的混凝土梁之前，承包商先安置永久模板。这种安装方法安装11根梁和所有的永久建筑仅仅需要5小时，大大的节省了施工周期。
五、护墙
标准型的P2护墙的目的是保护的边缘河堤。因此，对该小组提出了相当大的挑战。必须在原先的位置浇注钢筋混凝土，承包商对这种解决方案提出了健康与安全问题，因为在地面上浇注6m的边缘梁是十分危险的，必须要用到更多的脚手架和永久模板，并且，施工将延长几个星期，工期将更加紧张。
为此，承包商建议使用预制混凝土栏杆来替代在原处浇注混凝土。然而，由于桥梁采用的是最小半径，所以每个混凝土梁的长度受到限制，以避免出现外观问题。并且计算表明混凝土栏杆会受到使用限制。
另外一种折衷的解决办法包括一个预制件和边缘现浇的行人/自行车道建设，最终克服了这些问题。为了实现理想的效果，边梁的预制需要的足够的大小和形状的砖块，以确保边缘的路堤稳定。此外，双方每个单位将需要略锥形，以适应半径的弯道，并且护墙后螺栓支持摇篮要预先安装在正确的间距上。由于设计师和承包商通力合作，盘区类型的数量从30减少到17，排列在长度从最多3.65 m减少到最小限度1.98 m，并保留栏杆位置恒定间距沿堤防的主要长度（如图9）。
预制的构件通过现场浇注在一起，形成了一个整体。同时连栏杆和扩大的路堤也浇注在一起。把桥面板浇注在一起，使之形成梁。并且桥面板做了脚趾形设计，利用其摩擦力来抵抗栏杆的偶然荷载，用连续的桥面板和悬臂式结构抵抗外部的对 桥面的扭转和倾覆力。
P2支持部分被做成水平并且与桥梁完美的组合在一起。而末端被混凝土掩盖保证了外观的整洁。
六、运作
在整个计划中最值得欣慰的是能够很好的维护各个方面的关系。大家在工程合同约定下一起工作，在出现矛盾之前，举行定期会议时告知承包商、设计师、客户的工程师和客户的建筑师工程之间相互通告事情的最新事态发展和处理的意见。并且在感兴趣
图9 锁城大桥
的方面打开信息交换的通道适时的通信，例如处理好铁路轨道等，并按要求保证资金适时到位。在遇到工程最后期限紧张时或发现设计图纸有小遗漏时要以专业的方式进行沟通。这事成为承包商在整个合同期间维护信用的关键。
七、摘要
锁城大桥是集现代和创新于一体的设计（图9）。加上其美丽的外观，不仅美化了当地环境。还增加了外界联系。更有利于新住宅的发展。并且在桥的南部还建立了一个公园，这将提高大桥的地位和整体的外观。在今后几年里，锁城大桥将是所有参与建造者的自豪。
参考文献
公路工程规范 速公路局办公室 1993年
建筑与土木工程规范 建造与设计办公室 1998年
参考资料
《建筑结构抗震设计》，东南编著、清华主审。，1998
《混凝土结构》上册，2，天津、同济、东南主编，清华主审.，1998
《房屋建筑学》，3，同济、西安建筑科技、东南、重庆建筑编，，1997
《建筑工程制图》，3，同济建筑制图教研室，陈文斌、章金良主编，同济，1996
《结构力学》上册，4，湖南结构力学教研室编，高等教育，1998
《土木工程专业英语》，段兵廷主编，武汉：武汉工业，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：，2000、6
《土木工程专业毕业设计指导》，梁兴文、史庆轩主编，科学，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，，2001
《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，2002
《工民建专业毕业设计指南》，周果行，北京：，2000
《建筑地基基础设计规范》 GBJ7-89
、同济、东南主编，清华主审.，1998
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《工民建专业毕业设计指南》，周果行，北京：，2000
《建筑地基基础设计规范》 GBJ7-89
河 海 大 学
毕业设计说明
作 者： 李良
学 号：AHG2009140
专 业： 土木工程
题 目： 溧阳职业学校一号教学楼设计
指导者：
评阅者：
2011 年 5 月 南 京
目录
2011 年 5月 南 京... 1
前 言... 1
内容摘要... 2
第一章 工程概况... 4
1．1 工程总体概况..... 4
1．2 设计资料..... 4
1．3 承重方案选择..... 4
1．4 结构布置..... 5
第二章 确定计算简图... 6
2.1 框架梁截面尺寸..... 6
2.2 框架柱截面尺寸..... 6
2.3 框架结构计算简图..... 6
第三章 荷载代表值... 7
3.1荷载统计..... 7
3.2 荷载作用计算..... 9
3.3 地震作用下荷载计算..... 12
第四章 框架内力计算... 17
4.1 恒载作用下的框架内力..... 17
4.2 活载作用下的框架内力..... 24
4.3地震作用下横向框架的内力计算..... 28
第五章 框架内力组合... 32
5.1 弯矩调幅..... 32
5.2横向框架梁内力组合.... 33
5.3横向框架柱内力组合.... 36
第六章 框架梁、柱截面设计... 40
6.1框架梁截面设计..... 40
6.2 框架柱截面设计..... 46
第七章 楼梯结构设计... 48
7.1 楼梯板计算..... 48
7.2 平台板计算..... 49
7.3 平台梁计算..... 50
第八章 现浇楼盖设计... 53
8.1现浇楼盖设计..... 54
第九章 基础设计... 56
9.1 荷载计算..... 57
9.2 确定基础底面积..... 58
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）..... 59
第十章 科技资料翻译... 64
参考资料... 83
2011 年 5月 南 京... 1
前 言... 1
内容摘要... 2
第一章 工程概况... 4
1．1 工程总体概况..... 4
1．2 设计资料..... 4
1．3 承重方案选择..... 4
1．4 结构布置..... 5
第二章 确定计算简图... 6
2.1 框架梁截面尺寸..... 6
2.2 框架柱截面尺寸..... 6
2.3 框架结构计算简图..... 6
第三章 荷载代表值... 7
3.1荷载统计..... 7
3.2 荷载作用计算..... 9
3.3 地震作用下荷载计算..... 12
第四章 框架内力计算... 17
4.1 恒载作用下的框架内力..... 17
4.2 活载作用下的框架内力..... 24
4.3地震作用下横向框架的内力计算..... 28
第五章 框架内力组合... 32
5.1 弯矩调幅..... 32
5.2横向框架梁内力组合.... 33
5.3横向框架柱内力组合.... 36
第六章 框架梁、柱截面设计... 40
6.1框架梁截面设计..... 40
6.2 框架柱截面设计..... 46
第七章 楼梯结构设计... 48
7.1 楼梯板计算..... 48
7.2 平台板计算..... 49
7.3 平台梁计算..... 50
第八章 现浇楼盖设计... 53
8.1现浇楼盖设计..... 54
第九章 基础设计... 56
9.1 荷载计算..... 57
9.2 确定基础底面积..... 58
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）..... 59
第十章 科技资料翻译... 64
参考资料... 83
前 言
毕业设计是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,是对期间所学专业理论知识的全面总结。
本组毕业设计题目为《溧阳职业学校一号教学楼框架结构设计》。在毕业设计前期，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。在毕业设计中期，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。在设计期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在设计后期，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。
2011.5.8
内容摘要
本设计主要进行了结构方案中横向框架3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 3. 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
第一章 工程概况
1．1 工程总体概况
江苏溧阳职业学校一号楼为三层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约3000 m2 ，层高3.6 m，室内外高差为0.45m，屋面为上人屋面，采用有组织排水。楼盖及屋盖用现浇钢筋混凝土板。建筑设计使用年限50年。
1．2 设计资料
（1）建筑构造
屋面做法：SBS改性沥青防水卷材屋面，屋面保温材料选用聚苯板
楼面作法：水磨石楼面，
内外墙作法：内外墙均选用粉煤灰轻渣空心砌块（390mm×190mm×190mm）
（2）地质资料
注：1、场地土覆盖厚度（地面至剪切波速大于500m/s的土层距离）为66m。
2、常年地下水位在地表下2.0m。
（3）基本雪压：0.5kN/m2
（4）地震资料：设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震为第一组。
（5）建筑等级：结构安全等级二级，耐火等级Ⅱ级。
（6）材料：混凝土强度等级上部结构采用C25，基础采用C20；梁柱及基础纵向受力钢筋采用HRB335级钢筋，其余钢筋均采用HPB235级钢筋，钢筋最大直径不超过25mm。
（7）教学楼楼面活载，查《建筑结构荷载规范》(GB 50009–2001)，确定楼面活载标准值为2 kN/m2；上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
1．3 承重方案选择
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，本教学楼框架的承重方案为横向框架承重方案。
毕业设计是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,是对期间所学专业理论知识的全面总结。
本组毕业设计题目为《溧阳职业学校一号教学楼框架结构设计》。在毕业设计前期，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。在毕业设计中期，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。在设计期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在设计后期，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。
2011.5.8
内容摘要
本设计主要进行了结构方案中横向框架3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 3. 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
第一章 工程概况
1．1 工程总体概况
江苏溧阳职业学校一号楼为三层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约3000 m2 ，层高3.6 m，室内外高差为0.45m，屋面为上人屋面，采用有组织排水。楼盖及屋盖用现浇钢筋混凝土板。建筑设计使用年限50年。
1．2 设计资料
（1）建筑构造
屋面做法：SBS改性沥青防水卷材屋面，屋面保温材料选用聚苯板
楼面作法：水磨石楼面，
内外墙作法：内外墙均选用粉煤灰轻渣空心砌块（390mm×190mm×190mm）
（2）地质资料
| 层次 | 土类 |
平均厚度 （m） |
承载力特征值fak(kPa) |
重度 （KN/m3） |
土层剪切波速（m/s） |
| 1 | 杂填土 | 0.8 | 90 | 16.5 | |
| 2 | 素填土 | 0.9 | 100 | 16.0 | |
| 3 | 粉尘沙土 | 6.2 | 160 | 19.2 | 200 |
| 4 | 粉土 | 5.7 | 140 | 19.0 | 180 |
| 5 | 粉质粘土 | 7.9 | 225 | 19.4 | 350 |
2、常年地下水位在地表下2.0m。
（3）基本雪压：0.5kN/m2
（4）地震资料：设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震为第一组。
（5）建筑等级：结构安全等级二级，耐火等级Ⅱ级。
（6）材料：混凝土强度等级上部结构采用C25，基础采用C20；梁柱及基础纵向受力钢筋采用HRB335级钢筋，其余钢筋均采用HPB235级钢筋，钢筋最大直径不超过25mm。
（7）教学楼楼面活载，查《建筑结构荷载规范》(GB 50009–2001)，确定楼面活载标准值为2 kN/m2；上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
1．3 承重方案选择
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，本教学楼框架的承重方案为横向框架承重方案。
1．4 结构布置
第二章 确定计算简图
2.1 框架梁截面尺寸
1．主梁高 h=(1/12～1/8)l ， b = (1/2～1/3)h
横向：AB、CD跨：l=7500mm。h=625～937.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
BC跨： l=3000mm。h=250～375mm，取h=400mm ，b =300mm。
纵向：l=8100mm。h=675～1012.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
（3）次梁： h=(1/18～1/15)l
h=500 mm b=250 mm
2.2 框架柱截面尺寸
本工程为现浇钢筋混凝土结构，7度设防，高度<30m，抗震等级为二级，取底层柱估算柱尺寸，根据经验荷载为14kN/m2：
中柱负荷面积（3/2+7.5/2）×8.1=42.525m2。
竖向荷载产生的轴力估计值：NV=14×42.525×3=1786.05 kN。
轴力增大系数，中柱1.1，边柱1.2，N=1.1×1786.05=1964.66kN。
Ac≥N/uNfc=1964.66×103/(0.8×11.9)=206371.32mm2。
为安全起见，取柱截面尺寸为500mm×500mm。
2.3 框架结构计算简图
第三章 荷载代表值
3.1荷载统计
一、屋面（上人）（苏J01-2005 21+A/7）
（1）恒荷载
25厚1：2.5水泥砂浆保护层，表面抹光压平： 0.025×25=0.63kN/m2
隔离层：（SBS改性沥青柔性卷）： 0.4kN/m2
高分子卷材（一层）： 0.05 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆找平层： 0.02×20=0.4kN/m2
120厚钢筋混凝土屋面板： 0.12×25=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
合计： 5.93kN/m2
（2）活荷载和雪荷载
上人屋面均布活荷载： 2.0kN/m2
（基本雪压0.5KN/m2）
合计： 2.0 KN/m2
二、楼面（苏J01-2005 5/3）
（1）恒荷载
1.15厚1:2白水泥白石子（或掺有色石子）磨光打蜡0.27 KN/m2
2.刷素水泥浆结合层一道
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 25×0.12=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
楼面恒载: 4.01kN/m2
（2）活荷载
楼面均布活荷载： 2.0kN/m2
走廊： 2.5kN/m2
三、内墙面（苏J01-2005 9/5）
刷乳胶漆
5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面 0.005×12=0.06kN/m2
12厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打抵 0.012×17=0.204kN/m2
刷界面处理剂一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计： 1.594kN/m2
四、外墙面（苏J01-2005 22/6）
外墙涂料饰面
聚合物砂浆
保温材料
3厚专用胶粘剂
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.020×20=0.4kN/m2
12厚1:3水泥砂浆打底扫毛 0.012×20=0.24kN/m2
刷界面剂处理一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计 1.97kN/m2
表3-1 2-3层墙重
表3-2 底层墙重
五、主梁荷载
纵轴梁： 0.7×0.3×25=5.25kN/m
横轴梁： AB，CD跨自重0.7 ×0.3×25=5.25kN/m
粉刷2×（0.7-0.12）×0.02×17=0.39kN/m
5.64kN/m
BC跨自重 0.3 ×0.4×25=3kN/m
粉刷 2×（0.4-0.12）×0.02×17=0.19kN/m
3.19kN/m
次梁荷载
自重0.5 ×0.25×25=3.125kN/m
粉刷2×（0.5-0.12）×0.02×17=0.129kN/m
3.254kN/m
六、柱荷载
2-3层 0.5×0.5×3.6×25=22.5kN
底层 0.5×0.5×4.55×25=28.44kN
七、梁自重
纵梁自重 5.25×54.44×4=1143.24kN
横向AB,CD 5.25×7.5×2×7=551.25 kN
BC 3×3×7=63 kN
八、柱自重
2-3层每层柱重 22.5×32=720kN
底层 28.44×32=910.1kN
九、活荷载统计
上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
楼面，卫生间活荷载标准值 2.0 kN/m2
走廊，楼梯 2.5 kN/m2
屋面雪荷载 Sk=us0=1.0×0.5=0.5 kN/m2
3.2 荷载作用计算
一、屋面荷载
1.屋面恒荷载： 5.93kN/m2
梁自重 AB,CD跨： 5.64kN/m
BC跨： 3.19kN/m
作用在顶层框架梁上的线荷载标准值为；
梁自重 g5AB1=g5CD1=5.64kN/m g5BC1=3.19kN/m
板传来的荷载g5AB2= g5CD2=5.93×8.1=48.0kN/m
g5BC2=3.19×3=9.57kN/m
2.活载
作用在顶层框架梁上的线活载标准值为；
g5AB= g5CD=2×8.1=16.2kN/m
g5BC=2×3=6kN/m
二、楼面荷载
1.楼面荷载标准值： 4.01kN/m2
边跨（AB,CD）框架自重：5.64kN/m
中跨（BC） 3.19kN/m
梁自重 gAB1= gCD1=5.6kN/m gBC1=3.19kN/m
板传来荷载 gAB2= gCD2=4.01×8.1=32.48kN/m
gBC2=4.01×3=12.03kN/m
2.活载 gAB= gCD=2×8.1=16.2kN/m
gBC=2.5×3=7.5kN/m
三、屋面框架节点集中荷载标准值；
1.恒载
边跨连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.12）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
顶层边节点集中荷载 G5A=G5D=142.99kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面板自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×5.93=58.71kN
顶层中节点荷载 G5B=G5C=201.67kN
2.活载
Q5A=Q5D=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81 kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2=52.61kN
四、楼面框架节点集中荷载标准值
1.恒载
边梁连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面荷载 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
纵向梁上填充墙 8.1×3.264=26.44kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层边节点集中荷载 160.43kN 底层166.37kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×4.01=48.72kN
内纵向梁上填充墙 8.1×5.101=41.32kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层中节点集中荷载 224.03kN 底层229.97kN
2.活载
QA=QD=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2.5=57.56kN
图3-1 恒载作用下计算简图
图3-2 活载作用下计算简图
3.3 地震作用下荷载计算
1.建筑物总重力荷载代表值Gi的计算
a.集中于屋盖处的质点重力荷载代表值G 3
50%雪载： 0.5×0.5×18×54.44 = 244.8kN
屋面恒载： 5.93×18×54.44 = 5810.93kN
横梁： （5.64×7.5×2+3.19×3）×7= 659.19kN
纵梁： 5.25×54.44×4=1143.24kN
柱重： 0.5×32×22.5= 360kN
墙自身重（各层一半） 641.58／2=320.79kN
G 3=8538.91kN
b.集中于楼面处的质点重力荷载代表值G 2
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48 kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58kN
柱重（上下各半层）： 720kN
G 2-4=8114.24kN
c.集中于底层楼面处的质点重力荷载代表值G 1
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58/2+886.72 /2=764.15kN
柱重（上下各半层）： 720/2+910.1/2=815.05kN
G 1=8331.86kN
结构等效总重力荷载：
图3-4 各质点的重力荷载代表值
2.地震作用计算：
（1）框架柱的抗侧移刚度
在计算梁、柱线刚度时，应考虑楼盖对框架梁的影响，在现浇楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取 I = 2I0；边框架梁取 I = 1.5I0；在装配整体式楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取I = 1.5I0；边框架梁取I = 1.2I0，I0为框架梁按矩形截面计算的截面惯性矩。
表3-4 横梁、柱线刚度
每层框架柱总的抗侧移刚度见表3-5：
表3-5 框架柱横向侧移刚度D值
ic:梁的线刚度，iz：柱的线刚度。
底层： ∑D = 11.37×4+12.76×4+12.36×10+13.96×10=359.72
kN/mm
二～三层：∑D = 4×（14.87+18.89）+（17.68+21.7）×10= 528.84kN/mm
（2）框架自振周期的计算
表3-6 框架顶点假想水平位移Δ计算表
：（考虑结构非承重砖墙影响的折减系数，对于框架取0.6）
则自振周期为：
（3）地震作用计算
根据本工程设防烈度7、Ⅱ类场地土，设计地震分组为第一组，查《抗震规范》特征周期Tg = 0.35 sec，αmax = 0.08
由于Tg = T1
结构等效总重力荷载：
因为T1<1.4Tg
所以无需在此结构顶部附加集中水平地震作用。
各楼层的地震作用和地震剪力标准值由表3-7计算列出。
表3-7 楼层地震作用和地震剪力标准值计算表
（4）多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
第四章 框架内力计算
4.1 恒载作用下的框架内力
1.弯矩分配系数
计算弯矩分配系数
顶层：
节点A3
节点B3
节点A2
节点B2
底层：
节点A1
节点B1
2.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-1均布等效荷载（单位：kN/m）
3.固端弯矩
顶层边跨 M5AB=1/12×23.68×7.52=102.3 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×9.08×32=6.8 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×23.38×7.52=101 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×9.08×32=5.52 kN.m
4.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=45.3×0.125=5.66kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－58.01×0.125=－7.25kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=48.83×0.125=6.10kN.m
楼层中纵梁 MB1=－MC1=－63.14×0.125=－7.89kN.m
5.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－102.3+5.66=－96.64kN.m
MB5=－MC5=102.3－6.8－7.25=88.25kN.m
楼层：MA=－MD=－101+6.10=－94.9kN.m
MB=－MC=101－5.52－7.89=87.59kN.m
6.恒荷载作用下弯矩二次分配
7.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-2 AB跨梁端剪力（kN）
注：l=7.5m a=4.05m
表4-3 BC跨梁端剪力（kN）
表4-4 AB跨跨中弯矩（kN.m）
注：l=7.5m a=4.05m
表4-5 BC跨跨中弯矩（kN.m）
表4-6 柱轴力（kN）
8.内力图
图4.3 恒载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4.4 恒载作用下横向框架剪力图（kN）
图4.5 恒载作用下横向框架轴力图（kN）
4.2 活载作用下的框架内力
1.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-7均布等效荷载（单位：kN/m）
2.固端弯矩
顶层边跨 M5AB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×4.25×32=2.05 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×4.25×32=2.58 kN.m
3.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=32.81×0.125=1.27kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－52.61×0.125=－2.33kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=32.81×0.125=1.27kN.m
楼层中纵梁 MB1=-MC1=-（2×0.5×8.1×0.5×8.1+2.5×（8.1-2.7+8.1）×3×0.5×0.5）×0.125=－2.78kN.m
4.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB5=－MC5=32.49－2.33－2.05=28.11kN.m
楼层：MA=－MD=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB=－MC=32.49－2.58－2.78=27.13kN.m
1. 活荷载作用下弯矩二次分配
图4.6 活载作用下横向框架弯矩的二次分配（KN·m）
6.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-8 满跨活载作用下AB跨梁端剪力
注：l=7.5m a=4.05m
表4-9 满跨活载作用下BC跨梁端剪力
表4-10 满跨活载作用下AB跨跨中弯矩
注：l=7.5m a=4.05m
表4-11 满跨活载作用下BC跨跨中弯矩
表4-12 满跨活载作用下柱轴力 (kN)
图4.7 活载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4-8 活载作用下横向框架剪力图 （kN）
图4-9 活载作用下横向框架轴力图 （kN）
4.3地震作用下横向框架的内力计算
多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
满足要求
表4-23 各层柱反弯点位置
2.确定各层中各柱分配到的剪力、柱端弯矩。
Vij=DijVi/∑Dij （4-10）
Mbij=Vijxyh （4-11）
Muij=Vij（1-y）h （4-12）
表4-24 地震作用下框架柱剪力及柱端弯矩
3.梁端弯矩，剪力，轴力计算
Mlb=ilb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-13）
Mrb=irb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-14）
Vb=（Mlb+ Mrb）/l （4-15）
Ni=∑（Vlb- Vrb）k （4-16）
具体计算过程见下表：
表4-25 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
图4-18 地震作用下弯矩图
V N
图4-19 地震作用下框架剪力及柱轴力（kN）
第五章 框架内力组合
5.1 弯矩调幅
1、 弯矩调幅，取β = 0.9进行调幅，调幅计算过程见下表。
(5-1)
(5-2)
(5-3)
表5-1 弯矩调幅计算
一般组合采用三种组合形式即可：
①可变荷载效应控制时：
②永久荷载效应控制时，
5.2横向框架梁内力组合
表5-2 横向框架梁内力组合（一般组合）
表5-3 横向框架梁内力组合（考虑地震组合）
2.1 框架梁截面尺寸
1．主梁高 h=(1/12～1/8)l ， b = (1/2～1/3)h
横向：AB、CD跨：l=7500mm。h=625～937.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
BC跨： l=3000mm。h=250～375mm，取h=400mm ，b =300mm。
纵向：l=8100mm。h=675～1012.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
（3）次梁： h=(1/18～1/15)l
h=500 mm b=250 mm
2.2 框架柱截面尺寸
本工程为现浇钢筋混凝土结构，7度设防，高度<30m，抗震等级为二级，取底层柱估算柱尺寸，根据经验荷载为14kN/m2：
中柱负荷面积（3/2+7.5/2）×8.1=42.525m2。
竖向荷载产生的轴力估计值：NV=14×42.525×3=1786.05 kN。
轴力增大系数，中柱1.1，边柱1.2，N=1.1×1786.05=1964.66kN。
Ac≥N/uNfc=1964.66×103/(0.8×11.9)=206371.32mm2。
为安全起见，取柱截面尺寸为500mm×500mm。
2.3 框架结构计算简图
第三章 荷载代表值
3.1荷载统计
一、屋面（上人）（苏J01-2005 21+A/7）
（1）恒荷载
25厚1：2.5水泥砂浆保护层，表面抹光压平： 0.025×25=0.63kN/m2
隔离层：（SBS改性沥青柔性卷）： 0.4kN/m2
高分子卷材（一层）： 0.05 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆找平层： 0.02×20=0.4kN/m2
120厚钢筋混凝土屋面板： 0.12×25=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
合计： 5.93kN/m2
（2）活荷载和雪荷载
上人屋面均布活荷载： 2.0kN/m2
（基本雪压0.5KN/m2）
合计： 2.0 KN/m2
二、楼面（苏J01-2005 5/3）
（1）恒荷载
1.15厚1:2白水泥白石子（或掺有色石子）磨光打蜡0.27 KN/m2
2.刷素水泥浆结合层一道
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 25×0.12=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
楼面恒载: 4.01kN/m2
（2）活荷载
楼面均布活荷载： 2.0kN/m2
走廊： 2.5kN/m2
三、内墙面（苏J01-2005 9/5）
刷乳胶漆
5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面 0.005×12=0.06kN/m2
12厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打抵 0.012×17=0.204kN/m2
刷界面处理剂一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计： 1.594kN/m2
四、外墙面（苏J01-2005 22/6）
外墙涂料饰面
聚合物砂浆
保温材料
3厚专用胶粘剂
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.020×20=0.4kN/m2
12厚1:3水泥砂浆打底扫毛 0.012×20=0.24kN/m2
刷界面剂处理一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计 1.97kN/m2
表3-1 2-3层墙重
| 位置 | 墙重kN/m2 | 梁高m | 钢框玻璃窗kN/m2 | 窗高m | 层高m | 均布墙重kN/m | 跨度m | 自重kN | 总重kN |
| 外纵墙 | 1.97 | 0.4 | 0.45 | 2 | 3.6 | 3.264 | 54.44 | 177.69 | 641.58 |
| 内纵墙 | 1.594 | 0.4 | 3.6 | 5.101 | 54.44 | 277.7 | |||
| 外横墙 | 1.97 | 0.7 | 3.6 | 5.713 | 18 | 102.83 | |||
| 内横墙 | 1.594 | 0.7 | 3.6 | 4.631 | 18 | 83.36 |
表3-2 底层墙重
| 位置 | 墙重kN/m2 | 梁高m | 钢框玻璃窗kN/m2 | 窗高m | 层高m | 均布墙重kN/m | 跨度m | 自重kN | 总重kN |
| 外纵墙 | 1.97 | 0.4 | 0.45 | 2.0 | 4.55 | 5.136 | 54.44 | 279.6 | 886.72 |
| 内纵墙 | 1.594 | 0.4 | 4.55 | 6.615 | 54.44 | 360.12 | |||
| 外横墙 | 1.97 | 0.7 | 4.55 | 7.585 | 18 | 136.53 | |||
| 内横墙 | 1.594 | 0.7 | 4.55 | 6.137 | 18 | 110.47 |
纵轴梁： 0.7×0.3×25=5.25kN/m
横轴梁： AB，CD跨自重0.7 ×0.3×25=5.25kN/m
粉刷2×（0.7-0.12）×0.02×17=0.39kN/m
5.64kN/m
BC跨自重 0.3 ×0.4×25=3kN/m
粉刷 2×（0.4-0.12）×0.02×17=0.19kN/m
3.19kN/m
次梁荷载
自重0.5 ×0.25×25=3.125kN/m
粉刷2×（0.5-0.12）×0.02×17=0.129kN/m
3.254kN/m
六、柱荷载
2-3层 0.5×0.5×3.6×25=22.5kN
底层 0.5×0.5×4.55×25=28.44kN
七、梁自重
纵梁自重 5.25×54.44×4=1143.24kN
横向AB,CD 5.25×7.5×2×7=551.25 kN
BC 3×3×7=63 kN
八、柱自重
2-3层每层柱重 22.5×32=720kN
底层 28.44×32=910.1kN
九、活荷载统计
上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
楼面，卫生间活荷载标准值 2.0 kN/m2
走廊，楼梯 2.5 kN/m2
屋面雪荷载 Sk=us0=1.0×0.5=0.5 kN/m2
3.2 荷载作用计算
一、屋面荷载
1.屋面恒荷载： 5.93kN/m2
梁自重 AB,CD跨： 5.64kN/m
BC跨： 3.19kN/m
作用在顶层框架梁上的线荷载标准值为；
梁自重 g5AB1=g5CD1=5.64kN/m g5BC1=3.19kN/m
板传来的荷载g5AB2= g5CD2=5.93×8.1=48.0kN/m
g5BC2=3.19×3=9.57kN/m
2.活载
作用在顶层框架梁上的线活载标准值为；
g5AB= g5CD=2×8.1=16.2kN/m
g5BC=2×3=6kN/m
二、楼面荷载
1.楼面荷载标准值： 4.01kN/m2
边跨（AB,CD）框架自重：5.64kN/m
中跨（BC） 3.19kN/m
梁自重 gAB1= gCD1=5.6kN/m gBC1=3.19kN/m
板传来荷载 gAB2= gCD2=4.01×8.1=32.48kN/m
gBC2=4.01×3=12.03kN/m
2.活载 gAB= gCD=2×8.1=16.2kN/m
gBC=2.5×3=7.5kN/m
三、屋面框架节点集中荷载标准值；
1.恒载
边跨连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.12）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
顶层边节点集中荷载 G5A=G5D=142.99kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面板自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×5.93=58.71kN
顶层中节点荷载 G5B=G5C=201.67kN
2.活载
Q5A=Q5D=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81 kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2=52.61kN
四、楼面框架节点集中荷载标准值
1.恒载
边梁连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面荷载 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
纵向梁上填充墙 8.1×3.264=26.44kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层边节点集中荷载 160.43kN 底层166.37kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×4.01=48.72kN
内纵向梁上填充墙 8.1×5.101=41.32kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层中节点集中荷载 224.03kN 底层229.97kN
2.活载
QA=QD=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2.5=57.56kN
图3-1 恒载作用下计算简图
图3-2 活载作用下计算简图
3.3 地震作用下荷载计算
1.建筑物总重力荷载代表值Gi的计算
a.集中于屋盖处的质点重力荷载代表值G 3
50%雪载： 0.5×0.5×18×54.44 = 244.8kN
屋面恒载： 5.93×18×54.44 = 5810.93kN
横梁： （5.64×7.5×2+3.19×3）×7= 659.19kN
纵梁： 5.25×54.44×4=1143.24kN
柱重： 0.5×32×22.5= 360kN
墙自身重（各层一半） 641.58／2=320.79kN
G 3=8538.91kN
b.集中于楼面处的质点重力荷载代表值G 2
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48 kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58kN
柱重（上下各半层）： 720kN
G 2-4=8114.24kN
c.集中于底层楼面处的质点重力荷载代表值G 1
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58/2+886.72 /2=764.15kN
柱重（上下各半层）： 720/2+910.1/2=815.05kN
G 1=8331.86kN
结构等效总重力荷载：
图3-4 各质点的重力荷载代表值
2.地震作用计算：
（1）框架柱的抗侧移刚度
在计算梁、柱线刚度时，应考虑楼盖对框架梁的影响，在现浇楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取 I = 2I0；边框架梁取 I = 1.5I0；在装配整体式楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取I = 1.5I0；边框架梁取I = 1.2I0，I0为框架梁按矩形截面计算的截面惯性矩。
表3-4 横梁、柱线刚度
| 杆件 | 截面尺寸 |
Ec (kN/mm2) |
I0 (mm4) |
I (mm4) |
L (mm) |
(kN﹒mm) |
相对刚度 | |
|
B (mm) |
H (mm) |
|||||||
| 边框架梁 | 300 | 700 | 30 | 8.58×109 | 12.87×109 | 7500 | 5.15×107 | 1 |
| 边框架梁 | 300 | 400 | 30 | 1.6×109 | 2.4×109 | 3000 | 2.4×107 | 0.466 |
| 中框架梁 | 300 | 700 | 30 | 8.58×109 | 17.16×109 | 7500 | 6.86×107 | 1.332 |
| 中框架梁 | 300 | 400 | 30 | 1.6×109 | 3.2×109 | 3000 | 3.2×107 | 0.621 |
| 底层框架柱 | 500 | 500 | 30 | 5.21×109 | 5.21×109 | 4550 | 3.44×107 | 0.668 |
| 中层框架柱 | 500 | 500 | 30 | 5.21×109 | 5.21×109 | 3600 | 4.34×107 | 0.843 |
表3-5 框架柱横向侧移刚度D值
| 项目 |
|
根数 | |||
| 层 | 柱类型及截面 | ||||
| 二至三层 | 边框架边柱(500×500) | 1.19 | 0.37 | 14.87 | 4 |
| 边框架中柱(500×500) | 1.74 | 0.47 | 18.89 | 4 | |
| 中框架边柱(500×500) | 1.58 | 0.44 | 17.68 | 10 | |
| 中框架中柱(500×500) | 2.32 | 0.54 | 21.7 | 10 | |
| 底层 | 边框架边柱(500×500) | 1.5 | 0.57 | 11.37 | 4 |
| 边框架中柱(500×500) | 2.19 | 0.64 | 12.76 | 4 | |
| 中框架边柱(500×500) | 1.99 | 0.62 | 12.36 | 10 | |
| 中框架中柱(500×500) | 2.92 | 0.7 | 13.96 | 10 | |
底层： ∑D = 11.37×4+12.76×4+12.36×10+13.96×10=359.72
kN/mm
二～三层：∑D = 4×（14.87+18.89）+（17.68+21.7）×10= 528.84kN/mm
（2）框架自振周期的计算
表3-6 框架顶点假想水平位移Δ计算表
| 层 | Gi(kN) | ∑Gi(kN) | ∑D(kN/mm) | δ=∑Gi/∑D | 总位移Δ(mm) |
| 3 | 8538.91 | 8538.91 | 528.84 | 16.15 | 117.1 |
| 2 | 8114.24 | 16653.15 | 528.84 | 31.49 | 100.96 |
| 1 | 8331.86 | 24985.01 | 359.72 | 69.46 | 69.46 |
则自振周期为：
（3）地震作用计算
根据本工程设防烈度7、Ⅱ类场地土，设计地震分组为第一组，查《抗震规范》特征周期Tg = 0.35 sec，αmax = 0.08
由于Tg = T1
结构等效总重力荷载：
因为T1<1.4Tg
所以无需在此结构顶部附加集中水平地震作用。
各楼层的地震作用和地震剪力标准值由表3-7计算列出。
表3-7 楼层地震作用和地震剪力标准值计算表
| 层 | Hi(m) | Gi(kN) | GiHi | Fi=GiHiFEk/（∑GkHk） | 楼层剪力Vi(kN) |
| 3 | 11.75 | 8538.91 | 100332.19 | 834.07 | 834.07 |
| 2 | 8.15 | 8114.24 | 66131.06 | 549.76 | 1383.83 |
| 1 | 4.55 | 8331.86 | 37909.96 | 315.15 | 1698.98 |
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 （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
| 楼层 | hi (mm) | Vi (kN) |
∑Di (kN/mm) |
(Δue) (mm) |
ui （mm） |
[ ] | |
| 三 | 3600 | 834.07 | 359.72 | 2.32 | 9.38 | 0.00064 |
1/550= 0.00182 |
| 二 | 3600 | 1383.83 | 359.72 | 3.85 | 7.06 | 0.00107 | |
| 一 | 4550 | 1698.98 | 528.84 | 3.21 | 3.21 | 0.00071 |
第四章 框架内力计算
4.1 恒载作用下的框架内力
1.弯矩分配系数
计算弯矩分配系数
顶层：
节点A3
节点B3
节点A2
节点B2
底层：
节点A1
节点B1
2.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-1均布等效荷载（单位：kN/m）
| 位置 | AB梁 | BC梁 | CD梁 |
| 3 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
| 2 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
| 1 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
顶层边跨 M5AB=1/12×23.68×7.52=102.3 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×9.08×32=6.8 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×23.38×7.52=101 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×9.08×32=5.52 kN.m
4.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=45.3×0.125=5.66kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－58.01×0.125=－7.25kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=48.83×0.125=6.10kN.m
楼层中纵梁 MB1=－MC1=－63.14×0.125=－7.89kN.m
5.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－102.3+5.66=－96.64kN.m
MB5=－MC5=102.3－6.8－7.25=88.25kN.m
楼层：MA=－MD=－101+6.10=－94.9kN.m
MB=－MC=101－5.52－7.89=87.59kN.m
6.恒荷载作用下弯矩二次分配
7.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-2 AB跨梁端剪力（kN）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来作用) |
gl/2 |
u=(l-a) *q/2 |
MAB (kN.m) |
MBA (kN.m) |
∑Mik/l |
V1/A=gl/2 +u-∑Mik/l |
VB=-(gl/2 +u+∑Mik/l) |
| 3 | 5.64 | 48.03 | 32.76 | 42.32 | -87.28 | 92.68 | 0.75 | 74.33 | -75.83 |
| 2 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -87.78 | 92.94 | 0.72 | 74.36 | -75.8 |
| 1 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -79.6 | 88.2 | 1.19 | 73.89 | -76.27 |
表4-3 BC跨梁端剪力（kN）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
l(m) | gl/2 | l*q/4 | VB=gl/2+l*q/4 | VC=-(gl/2+l*q/4) |
| 3 | 3.19 | 9.57 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
| 2 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
| 1 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
表4-4 AB跨跨中弯矩（kN.m）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来作用) |
gl/2 |
u=(l-a) *q/2 |
MAB (kN.m) |
∑Mik/l |
V1/A=gl/2 +u-∑Mik/l |
M=gl/2*l/4+u*1.05 -MAB- V1/A*l/2 |
| 3 | 5.64 | 48.03 | 32.76 | 42.32 | -87.28 | 0.75 | 74.33 | -76.9 |
| 2 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -87.78 | 0.72 | 74.36 | -76.51 |
| 1 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -79.6 | 1.19 | 73.89 | -83 |
表4-5 BC跨跨中弯矩（kN.m）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
l(m) | gl/2 | l*q/4 |
MBC (kN.m) |
VB=gl/2 +l*q/4 |
M=gl/2*l/4+ql/4*l/6 -MBc- VB*l/2 |
| 3 | 3.19 | 9.57 | 3 | 3.65 | 6.89 | -13.82 | 10.54 | 5.16 |
| 2 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | -13.65 | 10.54 | 4.99 |
| 1 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | -17.22 | 10.54 | 8.56 |
表4-6 柱轴力（kN）
| 层 | 边柱A轴、D轴 | 中柱B轴、C轴 | |||||||
| 横梁端部压力 | 纵梁端部压力 | 柱重 | 柱轴力 | 横梁端部压力 | 纵梁端部压力 | 柱重 | 柱轴力 | ||
| 3 | 柱顶 | 66.03 | 48.83 | 22.5 | 369.91 | 90.72+10.54=101.26 | 63.14 | 22.5 | 503.87 |
| 柱底 | 392.41 | 526.37 | |||||||
| 2 | 柱顶 | 66.03 | 48.83 | 22.5 | 507.27 | 90.72+10.54=101.26 | 63.14 | 22.5 | 690.77 |
| 柱底 | 529.77 | 713.27 | |||||||
| 1 | 柱顶 | 73.84 | 48.83 | 28.44 | 652.44 | 98.53+10.54=109.07 | 63.14 | 28.44 | 885.45 |
| 柱底 | 682.75 | 915.79 | |||||||
8.内力图
图4.3 恒载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4.4 恒载作用下横向框架剪力图（kN）
图4.5 恒载作用下横向框架轴力图（kN）
4.2 活载作用下的框架内力
1.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-7均布等效荷载（单位：kN/m）
| 位置 | AB梁 | BC梁 | CD梁 |
| 3 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
| 2 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
| 1 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
顶层边跨 M5AB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×4.25×32=2.05 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×4.25×32=2.58 kN.m
3.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=32.81×0.125=1.27kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－52.61×0.125=－2.33kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=32.81×0.125=1.27kN.m
楼层中纵梁 MB1=-MC1=-（2×0.5×8.1×0.5×8.1+2.5×（8.1-2.7+8.1）×3×0.5×0.5）×0.125=－2.78kN.m
4.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB5=－MC5=32.49－2.33－2.05=28.11kN.m
楼层：MA=－MD=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB=－MC=32.49－2.58－2.78=27.13kN.m
1. 活荷载作用下弯矩二次分配
图4.6 活载作用下横向框架弯矩的二次分配（KN·m）
6.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-8 满跨活载作用下AB跨梁端剪力
| 层 | q(kN/m) | u=(l-a)*q/2 | MAB(kN.m) | MBA(kN.m) | ∑Mik/l | V1/A=u-∑Mik/l | VB=-(u+∑Mik/l) |
| 3 | 16.2 | 22.28 | -27.82 | 30.14 | 0.32 | 21.96 | -22.6 |
| 2 | 16.2 | 22.28 | -27.99 | 30.21 | 0.31 | 21.97 | -22.59 |
| 1 | 16.2 | 22.28 | -25.29 | 28.78 | 0.48 | 21.8 | -22.76 |
表4-9 满跨活载作用下BC跨梁端剪力
| 层 | q(kN/m) | l(m) | ql/4(kN) | VB= ql/4 (kN) | VC=-ql/4 (kN) |
| 3 | 6 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
| 2 | 7.5 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
| 1 | 7.5 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
表4-10 满跨活载作用下AB跨跨中弯矩
| 层 |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
u=(l-a)*q/2 |
MAB (kN.m) |
∑Mik/l | V1/A=u-∑Mik/l | M=u*1.05-MAB- V1/A*l/2 |
| 3 | 16.2 | 22.28 | -27.82 | 0.32 | 21.96 | -27.82 |
| 2 | 16.2 | 22.28 | -27.99 | 0.31 | 21.97 | -27.71 |
| 1 | 16.2 | 22.28 | -25.29 | 0.48 | 21.8 | -29.8 |
表4-11 满跨活载作用下BC跨跨中弯矩
| 层 | q(kN/m) | l(m) | ql/4(kN) |
MBC (kN.m) |
VB= ql/4 (kN) |
M= ql/4*l/6 -MBc- VB*l/2 |
| 3 | 6 | 3 | 4.59 | -5.21 | 4.59 | 1.08 |
| 2 | 7.5 | 3 | 4.59 | -5.16 | 4.59 | 1.03 |
| 1 | 7.5 | 3 | 4.59 | -6.27 | 4.59 | 2.14 |
表4-12 满跨活载作用下柱轴力 (kN)
| 层 | 边柱（A轴） | 中柱（B轴） | ||||
|
横 梁 端部剪力 |
纵 梁 端部剪力 |
柱轴力 |
横 梁 端部剪力 |
纵 梁 端部剪力 |
柱轴力 | |
| 3 | 21.96 | 10.13 | 95.96 | 22.6+4.59=27.19 | 22.22 | 143.95 |
| 2 | 21.97 | 10.13 | 128.06 | 22.59+4.59=27.18 | 22.22 | 193.35 |
| 1 | 21.8 | 10.13 | 159.99 | 22.76+4.59=27.35 | 22.22 | 242.92 |
图4.7 活载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4-8 活载作用下横向框架剪力图 （kN）
图4-9 活载作用下横向框架轴力图 （kN）
4.3地震作用下横向框架的内力计算
多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
| 楼层 | hi (mm) | Vi (kN) |
∑Di (kN/mm) |
(Δue) (mm) |
ui （mm） |
[ ] | |
| 三 | 3600 | 834.07 | 359.72 | 2.32 | 9.38 | 0.00064 |
1/550= 0.00182 |
| 二 | 3600 | 1383.83 | 359.72 | 3.85 | 7.06 | 0.00107 | |
| 一 | 4550 | 1698.98 | 528.84 | 3.21 | 3.21 | 0.00071 |
表4-23 各层柱反弯点位置
| 层 次 | 柱别 | K | y0 | α2 | y2 | α3 | y3 | y |
| 3 | 边柱 | 1.58 | 0.45 | 1 | 0 | 1 | 0 | 0.45 |
| 中柱 | 2.32 | 0.49 | 1 | 0 | 1 | 0 | 0.49 | |
| 2 | 边柱 | 1.58 | 0.5 | 1 | 0 | 1.35 | 0 | 0.5 |
| 中柱 | 2.32 | 0.5 | 1 | 0 | 1.35 | 0 | 0.5 | |
| 1 | 边柱 | 1.99 | 0.65 | 0.74 | 0 | \ | \ | 0.65 |
| 中柱 | 2.92 | 0.58 | 0.74 | 0 | \ | \ | 0.58 |
Vij=DijVi/∑Dij （4-10）
Mbij=Vijxyh （4-11）
Muij=Vij（1-y）h （4-12）
表4-24 地震作用下框架柱剪力及柱端弯矩
| 层 | h(m) | Vi(kN) | ΣD | 柱别 | Di | Vik | y | M下 | M上 |
| 3 | 3.6 | 834.07 | 359.72 | 边柱 | 13.66 | 28.61 | 0.45 | -46.35 | -56.65 |
| 中柱 | 18.49 | 38.73 | 0.49 | -68.32 | -71.11 | ||||
| 2 | 3.6 | 1383.83 |
359.72 |
边柱 | 13.66 | 33.83 | 0.5 | -60.89 | -60.89 |
| 中柱 | 18.49 | 45.79 | 0.5 | -82.42 | -82.42 | ||||
| 1 | 4.55 | 1698.98 | 528.84 | 边柱 | 9.2 | 39.8 | 0.65 | -125.47 | -67.56 |
| 中柱 | 10.68 | 46.2 | 0.58 | -129.96 | -94.11 |
3.梁端弯矩，剪力，轴力计算
Mlb=ilb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-13）
Mrb=irb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-14）
Vb=（Mlb+ Mrb）/l （4-15）
Ni=∑（Vlb- Vrb）k （4-16）
具体计算过程见下表：
表4-25 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
| 层次 | 边梁 | 走道梁 | 柱轴力 | |||||||
| Mlb | Mrb | l | Vb | Mlb | Mrb | l | Vb | 边柱N | 中柱N | |
| 3 | 87.15 | 69.56 | 7.5 | 21.77 | 46.96 | 46.96 | 3 | 34.79 | -43.31 | -25.46 |
| 2 | 107.24 | 89.99 | 7.5 | 27.39 | 60.75 | 60.75 | 3 | 45 | -70.7 | -43.07 |
| 1 | 128.45 | 105.39 | 7.5 | 32.48 | 71.14 | 71.14 | 3 | 52.7 | -103.18 | -63.29 |
图4-18 地震作用下弯矩图
V N
图4-19 地震作用下框架剪力及柱轴力（kN）
第五章 框架内力组合
5.1 弯矩调幅
1、 弯矩调幅，取β = 0.9进行调幅，调幅计算过程见下表。
(5-1)
(5-2)
(5-3)
表5-1 弯矩调幅计算
| 恒载 | 层次 | 跨向 | 梁弯矩标准值 |
调幅系数 β |
调幅后弯矩标准值 | ||||
| Ml0 | Mr0 | M中 | Ml | Mr | M | ||||
| 三层 | AB | -87.28 | -92.68 | 76.9 | 0.9 | -78.55 | -83.41 | 85.9 | |
| BC | -13.82 | -13.82 | -5.16 | 0.9 | -12.44 | -12.44 | -3.78 | ||
| 二层 | AB | -87.78 | -92.94 | 76.51 | 0.9 | -79 | -83.65 | 85.55 | |
| BC | -13.65 | -13.65 | -4.99 | 0.9 | -12.29 | -12.29 | -3.63 | ||
|
一 层 |
AB | -79.6 | -88.2 | 83 | 0.9 | -71.64 | 79.38 | 91.39 | |
| BC | -17.22 | -17.22 | -8.56 | 0.9 | -15.5 | -15.5 | -6.34 | ||
| 活载 | 三层 | AB | -27.82 | -30.14 | 27.82 | 0.9 | -25.04 | -27.13 | 30.72 |
| BC | -5.21 | -5.21 | -1.08 | 0.9 | -4.69 | -4.69 | -0.56 | ||
| 二层 | AB | -27.99 | -30.21 | 27.71 | 0.9 | -25.19 | -27.19 | 30.62 | |
| BC | -5.16 | -5.16 | -1.03 | 0.9 | -4.64 | -4.64 | -0.51 | ||
| 一层 | AB | -25.29 | -28.78 | 29.8 | 0.9 | -22.76 | -25.9 | 32.5 | |
| BC | -6.27 | -6.27 | -2.14 | 0.9 | -5.64 | -5.64 | -1.51 | ||
| BC | -2.58 | -2.58 | -0.51 | 0.9 | -2.32 | -2.32 | -0.25 | ||
| 一层 | AB | -12.66 | -14.33 | 14.92 | 0.9 | -11.39 | -13.43 | 16.27 | |
| BC | -3.15 | -3.15 | -1.08 | 0.9 | -2.84 | -2.84 | -0.77 |
一般组合采用三种组合形式即可：
①可变荷载效应控制时：
②永久荷载效应控制时，
5.2横向框架梁内力组合
表5-2 横向框架梁内力组合（一般组合）
| 杆件 | 跨向 | 截面 | 内力 | 恒载 | 活荷载 | 1.2恒+1.4活 | 1.35恒+活 | |
|
首 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -62.34 | -19.65 | -102.32 | -103.81 | |
| V | 71.13 | 21.59 | 115.58 | 117.62 | ||||
| 跨中 | M | 104.64 | 34.93 | 174.47 | 176.19 | |||
| 梁右端 | M | -75.88 | -24.12 | -124.82 | -126.56 | |||
| V | -75.31 | -22.97 | -122.53 | -124.64 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -21.71 | -6.88 | -35.68 | -36.19 | ||
| V | 12.83 | 3.65 | 20.51 | 20.97 | ||||
| 跨中 | M | -11.06 | -3.6 | -18.31 | -18.53 | |||
| 梁右端 | M | -21.71 | -6.88 | -35.68 | -36.19 | |||
| V | -12.83 | -3.65 | -20.51 | -20.97 | ||||
|
三 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -79 | -25.19 | -130.07 | -131.84 | |
| V | 74.36 | 21.97 | 119.99 | 122.36 | ||||
| 跨中 | M | 85.55 | 30.62 | 145.53 | 146.11 | |||
| 梁右端 | M | -83.65 | -27.19 | -138.45 | -140.11 | |||
| V | -75.8 | -22.59 | -122.59 | -124.92 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -12.29 | -4.64 | -21.24 | -21.23 | ||
| V | 10.54 | 4.59 | 19.07 | 18.82 | ||||
| 跨中 | M | -3.63 | -0.51 | 5.07 | -5.41 | |||
| 梁右端 | M | -12.29 | -4.64 | -21.24 | -21.23 | |||
| V | -10.54 | -4.59 | -19.07 | -18.82 | ||||
|
二 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -71.64 | -22.76 | -117.83 | -119.47 | |
| V | 73.89 | 21.8 | 119.19 | 121.55 | ||||
| 跨中 | M | 91.39 | 32.5 | 155.17 | 123.38 | |||
| 梁右端 | M | -79.38 | -25.9 | -131.52 | -133.06 | |||
| V | -76.27 | -22.76 | -123.39 | -125.72 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -15.5 | -5.64 | -26.5 | -26.57 | ||
| V | 10.54 | 4.59 | 19.07 | 18.82 | ||||
| 跨中 | M | -6.34 | -1.51 | -9.72 | -10.07 | |||
| 梁右端 | M | -15.5 | -5.64 | -26.5 | -26.57 | |||
| V | -10.54 | -4.59 | -19.07 | -18.82 |
表5-3 横向框架梁内力组合（考虑地震组合）
| 杆件 | 跨向 | 截面 | 内力 | 内力组合 | |||||
| 恒载 | 地震作用 | 1.2[恒+0.5(雪＋活)]+1.3地震作用 | |||||||
| 向左 | 向右 | 向左 | 向右 | ||||||
|
首 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -62.34 | 26.91 | -26.91 | -44.13 | -114.1 | |
| V | 71.13 | -6.57 | 6.57 | 80.54 | 92.34 | ||||
| 跨中 | M | 104.64 | 3.26 | -3.26 | 52.47 | 44.15 | |||
| 梁右端 | M | -75.88 | -20.4 | 20.4 | -122.06 | -69.02 | |||
| V | -75.31 | -6.57 | 6.57 | -102.68 | -85.6 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -21.71 | 13.77 | -13.77 | -8.86 | -44.66 | ||
| V | 12.83 | -10.2 | 10.2 | 2.52 | 29.04 | ||||
| 跨中 | M | -11.06 | 0 | 0 | -13.63 | -13.63 | |||
| 梁右端 | M | -21.71 | -13.77 | 13.77 | -44.66 | -8.86 | |||
| V | -12.83 | -10.2 | 10.2 | -29.04 | -2.52 | ||||
|
三 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -79 | 107.24 | -107.24 | 29.48 | -249.34 | |
| V | 74.36 | -27.39 | 27.39 | 66.81 | 138.03 | ||||
| 跨中 | M | 85.55 | 8.63 | -8.63 | 132.25 | 109.81 | |||
| 梁右端 | M | -83.65 | -89.99 | 89.99 | -233.64 | 0.34 | |||
| V | -75.8 | -27.39 | 27.39 | -140.12 | -68.9 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -12.29 | 60.75 | -60.75 | 61.44 | -96.51 | ||
| V | 10.54 | -45 | 45 | -43.09 | 73.91 | ||||
| 跨中 | M | -3.63 | 0 | 0 | -4.66 | -4.66 | |||
| 梁右端 | M | -12.29 | -60.75 | 60.75 | -96.51 | 61.44 | |||
| V | -10.54 | -45 | 45 | -73.91 | 43.09 | ||||
|
二 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -71.64 | 128.45 | -128.45 | 67.35 | -266.62 | |
| V | 73.89 | -32.48 | 32.48 | 59.54 | 143.98 | ||||
| 跨中 | M | 91.39 | 11.53 | -11.53 | 144.18 | 114.2 | |||
| 梁右端 | M | -79.38 | -105.39 | 105.39 | -248.38 | 25.64 | |||
| V | -76.27 | -32.48 | 32.48 | -147.39 | -62.94 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -15.5 | 71.14 | -71.14 | 70.47 | -114.49 | ||
| V | 10.54 | -52.7 | 52.7 | -53.1 | 83.92 | ||||
| 跨中 | M | -6.34 | 0 | 0 | -8.53 | -8.53 | |||
| 梁右端 | M | -15.5 | -71.14 | 71.14 | -114.49 | 70.47 | |||
| V | -10.54 | -52.7 | 52.7 | -83.92 | 53.1 | ||||
5.3横向框架柱内力组合
表5-4 横向框架柱内力组合(一般组合)
注：表中画横线数值用于后面的基础设计中。
表5-4 横向框架柱内力组合(一般组合)
| 杆件 | 跨向 | 恒载 | 活荷载 | 1.2恒+1.4活 | Nmax及相应的N | Nmin及相应的M | Nmax及相应的M | |||
| 三层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 40.55 | 13.26 | 67.22 | 75.17 | 55.56 | 68.00 | |
| N | 369.91 | 95.96 | 578.24 | 571.55 | 558.05 | 595.34 | ||||
| 柱底 | M | 40.07 | 13.11 | 66.44 | 72.63 | 56.58 | 67.2 | |||
| N | 392.41 | 95.96 | 529.64 | 598.56 | 585.05 | 625.71 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -35.44 | -11.07 | -58.03 | -68.82 | -68.82 | -58.91 | ||
| N | 503.87 | 143.95 | 806.17 | 782.08 | 782.08 | 824.17 | ||||
| 柱底 | M | -35.19 | -10.99 | 57.61 | -67.94 | -67.94 | -58.5 | |||
| N | 526.37 | 143.95 | 833.17 | 809.08 | 809.08 | 854.55 | ||||
| 二层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 41.54 | 13.59 | 68.87 | 78.9 | 55.04 | 69.67 | |
| N | 507.27 | 128.06 | 788.00 | 781.92 | 758.24 | 812.87 | ||||
| 柱底 | M | 48.85 | 15.98 | 80.99 | 90.69 | 66.82 | 81.93 | |||
| N | 529.77 | 128.06 | 815.01 | 808.92 | 785.24 | 843.25 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -36.1 | -11.26 | -59.08 | -73.62 | -73.62 | -60.00 | ||
| N | 690.77 | 193.35 | 1099.61 | 1065.34 | 1065.34 | 1125.89 | ||||
| 柱底 | M | -41.28 | -12.86 | 67.54 | -81.86 | -81.86 | -68.59 | |||
| N | 713.27 | 193.35 | 1126.61 | 1092.33 | 1092.33 | 1156.26 | ||||
| 底层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 24.66 | 8.05 | 40.86 | 55.61 | 23.86 | 41.34 | |
| N | 652.44 | 159.99 | 1006.91 | 1003.39 | 965.64 | 1040.78 | ||||
| 柱底 | M | 12.33 | 4.03 | 20.44 | 49.35 | -9.6 | 20.68 | |||
| N | 682.75 | 159.99 | 1043.29 | 1039.76 | 1002.01 | 1081.7 | ||||
| V | -7.63 | -2.49 | -11.65 | -21.64 | -2.94 | -12.79 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -21.89 | -6.86 | -29.75 | -57.01 | -57.01 | -36.41 | ||
| N | 885.45 | 242.92 | 1402.67 | 1357.05 | 1357.05 | 1438.28 | ||||
| 柱底 | M | -10.95 | -3.43 | -17.94 | -47.98 | -47.98 | -18.21 | |||
| N | 915.79 | 242.92 | 1439.04 | 1393.46 | 1393.46 | 1479.24 | ||||
| V | 6.77 | 2.12 | 11.09 | 24.05 | 24.05 | 11.26 |
注：表中画横线数值用于后面的基础设计中。
表5-5 横向框架柱内力组合(考虑地震组合)
| 恒载 | 活荷载 | 地震作用 | 1.2恒++1.3地震作用+0.5活 | ±|Mmax|及相应的 N | Nmin及相应的M | Nmax及相应的M | ||||||
| 向左 | 向右 | 向左 | 向右 | |||||||||
| 三层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 40.55 | 13.26 | -56.65 | 56.65 | -17.01 | 130.29 | 130.29 | -17.01 | 130.29 |
| N | 369.91 | 95.96 | -43.31 | 43.31 | 430.78 | 543.38 | 543.38 | 430.78 | 543.38 | |||
| 柱底 | M | 40.07 | 13.11 | -46.35 | 46.35 | -4.29 | 116.22 | 116.22 | -4.29 | 116.22 | ||
| 392.41 | 95.96 | -43.31 | 43.31 | 457.78 | 570.38 | 570.38 | 457.78 | 570.38 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -35.44 | -11.07 | -71.11 | 71.11 | -141.74 | 43.15 | -141.74 | -141.74 | 43.15 | |
| N | 503.87 | 143.95 | -25.46 | 25.46 | 632.57 | 698.76 | 632.57 | 632.57 | 698.76 | |||
| 柱底 | M | -35.19 | -10.99 | -68.32 | 68.32 | -137.79 | 39.84 | -137.79 | -137.79 | 39.84 | ||
| N | 526.37 | 143.95 | -25.46 | 25.46 | 659.57 | 725.76 | 659.57 | 659.57 | 725.76 | |||
| 二层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 41.54 | 13.59 | -60.89 | 60.89 | -21.13 | 137.19 | 137.19 | -21.13 | 137.19 |
| N | 507.27 | 128.06 | -70.7 | 70.7 | 579.24 | 763.06 | 763.06 | 579.24 | 763.06 | |||
| 柱底 | M | 48.85 | 15.98 | -60.89 | 60.89 | -10.93 | 147.39 | 147.39 | -10.93 | 147.39 | ||
| N | 529.77 | 128.06 | -70.7 | 70.7 | 606.24 | 790.06 | 790.06 | 606.24 | 790.06 | |||
| B柱 | 柱顶 | M | -36.1 | -11.26 | -82.42 | 82.42 | -157.32 | 56.97 | -157.32 | -157.32 | 56.97 | |
| N | 690.77 | 193.35 | -43.07 | 43.07 | 861.4 | 973.38 | 861.4 | 861.4 | 973.38 | |||
| 柱底 | M | -41.28 | -12.86 | -82.42 | 82.42 | -164.55 | 49.74 | -164.55 | -164.55 | 49.74 | ||
| N | 713.27 | 193.35 | -43.07 | 43.07 | 888.4 | 1000.38 | 888.4 | 888.4 | 1000.38 | |||
| 底层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 24.66 | 8.05 | -67.56 | 67.56 | -53.4 | 122.26 | 122.26 | -53.4 | 122.26 |
| N | 652.44 | 159.99 | -103.18 | 103.18 | 730.36 | 998.63 | 998.63 | 730.36 | 998.63 | |||
| 柱底 | M | 12.33 | 4.03 | -125.47 | 125.47 | -145.89 | 180.33 | 180.33 | -145.89 | 180.33 | ||
| N | 682.75 | 159.99 | -103.18 | 103.18 | 766.73 | 1035 | 1035 | 766.73 | 1035 | |||
| V | -7.63 | -2.49 | 39.8 | -39.8 | 41.08 | -62.4 | -62.4 | 41.08 | -62.4 | |||
| B柱 | 柱顶 | M | -21.89 | -6.86 | -94.11 | 94.11 | -152.76 | 91.92 | -152.76 | -152.76 | 91.92 | |
| N | 885.45 | 242.92 | -63.29 | 63.29 | 1096.27 | 1260.82 | 1096.27 | 1096.27 | 1260.82 | |||
| 柱底 | M | -10.95 | -3.43 | -129.96 | 129.96 | -184.16 | 153.73 | -184.16 | -184.16 | 153.73 | ||
| N | 915.79 | 242.92 | -63.29 | 63.29 | 1132.68 | 1297.23 | 1132.68 | 1132.68 | 1297.23 | |||
| V | 6.77 | 2.12 | 46.2 | -46.2 | 69.47 | -50.65 | 69.47 | 69.47 | -50.65 | |||
第六章 框架梁、柱截面设计
6.1框架梁截面设计
6.1框架梁截面设计
注：正截面受弯承载力计算时，负弯矩处按矩形截面计算，正弯矩处按T形截面计算。
注：正截面抗震验算时，负弯矩处按矩形截面计算，正弯矩处按T形截面计算。梁内纵筋由抗震设计要求控制。表中空格处表示按抗震计算的配筋小于按抗弯承载力计算的配筋，取抗弯承载力的配筋。
| 表 6-1横梁AB、BC跨正截面受弯承载力计算 | ||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
截面位置 | 组合内力 |
柱边截面弯矩 (kN.m) |
h0 (mm) |
ξ | (mm2) |
实际选用(mm2) |
备注 | ||
|
M (kN.m) |
V(kN) | |||||||||||
|
顶 层 |
C25 | 300×700 | A3支 座 | -140.33 | 120.49 | -110.21 | 660 | 0.082 | 0.086 | 685 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 146.69 | 146.69 | 660 | 0.014 | 0.014 | 879 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B3支座左 | -145.84 | -123.1 | -115.07 | 660 | 0.086 | 0.090 | 717 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B3支座右 | -28.65 | 25.46 | -22.29 | 360 | 0.040 | 0.041 | 176 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -5.66 | -5.66 | 360 | 0.010 | 0.010 | 44 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C3支座左 | -28.65 | -25.46 | -22.29 | 360 | 0.040 | 0.041 | 176 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支 座 | -146.5 | 122.00 | -116.00 | 660 | 0.086 | 0.090 | 723 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 146.11 | 146.11 | 660 | 0.014 | 0.014 | 876 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B2支座左 | -151.35 | -124.51 | -182.48 | 660 | 0.136 | 0.146 | 1172 | 4 20,As=1256 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B2支座右 | - 31.87 | 26.79 | -25.17 | 360 | 0.045 | 0.046 | 199 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -5.41 | -5.41 | 360 | 0.010 | 0.010 | 42 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C2支座左 | -31.87 | -26.79 | -25.17 | 360 | 0.045 | 0.046 | 199 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
|
二 层 |
C25 | 300×700 | A1支 座 | -142.45 | 123.17 | -111.66 | 660 | 0.083 | 0.087 | 695 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 155.17 | 155.17 | 660 | 0.014 | 0.014 | 930 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B1支座左 | -150.72 | -127.23 | -118.91 | 660 | 0.088 | 0.093 | 742 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B1支座右 | -41.09 | 29.82 | -33.64 | 360 | 0.060 | 0.062 | 268 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -10.07 | -10.07 | 360 | 0.018 | 0.018 | 78 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C1支座左 | -41.09 | -29.82 | -33.64 | 360 | 0.060 | 0.062 | 268 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
| 表 6-2 横梁AB、BC跨正截面抗震验算 | |||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
截面位置 | 组合内力 |
柱边截面弯矩 (kN.m) |
h0 (mm) |
|
ξ | (mm2) |
实际选用 (mm2) |
备注 | ||
|
M (kN.m) |
V(kN) | ||||||||||||
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支 座 | -222.59 | 130.67 | -189.92 | 0.75 | 660 | 0.106 | 0.112 | 898 | 3 20,As=942 | 安全 |
| 跨 中 | 132.95 | 132.95 | 0.75 | 560 | 0.074 | 0.077 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B3支座左 | -206.78 | -115.43 | -235.64 | 0.75 | 660 | 0.131 | 0.141 | 1132 | 3 22,As=1140 | 安全 | |||
| 300×400 | B3支座右 | -78.78 | 60.64 | -63.62 | 0.75 | 360 | 0.086 | 0.090 | 385 | 3 14,As=461 | 安全 | ||
| 跨 中 | -4.86 | -4.86 | 0.75 | 360 | 0.007 | 0.007 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C3支座左 | -78.78 | -130.67 | -111.45 | 0.75 | 360 | 0.150 | 0.164 | 702 | 3 18,As=763 | 安全 | |||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支 座 | -249.34 | 138.03 | 214.83 | 0.75 | 660 | 0.120 | 0.128 | 1025 | 4 18,As=1017 | 安全 |
| 跨 中 | 132.25 | 132.25 | 0.75 | 660 | 0.074 | 0.077 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B2支座左 | -233.64 | -140.12 | -268.67 | 0.75 | 660 | 0.150 | 0.163 | 1306 | 4 20As=1256 | 安全 | |||
| 300×400 | B2支座右 | -96.51 | 73.91 | -78.03 | 0.75 | 360 | 0.105 | 0.111 | 478 | 3 14,As=461 | 安全 | ||
| 跨 中 | -4.66 | -4.66 | 0.75 | 360 | 0.006 | 0.006 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C2支座左 | -96.51 | -73.91 | -114.99 | 0.75 | 360 | 0.155 | 0.169 | 727 | 3 18,As=763 | 安全 | |||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支 座 | -266.62 | 143.98 | -230.63 | 0.75 | 660 | 0.129 | 0.138 | 1106 | 3 22As=1140 | 安全 |
| 跨 中 | 144.18 | 144.18 | 0.75 | 660 | 0.080 | 0.084 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B1支座左 | -248.38 | -147.39 | -285.23 | 0.75 | 660 | 0.159 | 0.174 | 1395 | 3 25,As=1473 | 安全 | |||
| 300×400 | B1支座右 | -114.49 | 83.92 | -93.51 | 0.75 | 360 | 0.126 | 0.135 | 580 | 3 16,As=603 | 安全 | ||
| 跨 中 | -8.53 | -8.53 | 0.75 | 360 | 0.012 | 0.012 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C1支座左 | -114.49 | 83.92 | -93.51 | 0.75 | 360 | 0.126 | 0.135 | 580 | 3 16,As=603 | 安全 | |||
| 表 6-3横梁AB、BC跨斜截面受剪承载力计算 | |||||||||||
| 层次 |
混凝土 强度等级 |
b×h (mm2) |
斜截面 位 置 |
组合内力 V(kN) |
h0 |
0.25βcfcbh0 (kN) |
0. 7ftbh0 (kN) |
选用箍筋 (双肢) |
(kN) |
备注 | |
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 120.49 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B3支座左 | 123.1 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B3支座右 | 25.46 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C3支座左 | 25.46 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支座 | 122.00 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B2支座左 | 124.51 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B2支座右 | 26.79 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C2支座左 | 26.79 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支座 | 123.17 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B1支座左 | 127.23 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B1支座右 | 29.82 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C1支座左 | 29.82 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 表 6-4横梁AB、BC跨斜截面受剪抗震验算 | ||||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
斜截面 位 置 |
（kN） | (kN.m) | 组合内V(kN) | h0 | (kN) |
(kN) |
选用箍筋 (双肢) |
(kN) |
备注 | ||
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 102.37 | 210.78 | 134.57 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B3支座左 | 104.56 | 210.78 | 136.76 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B3支座右 | 15.41 | 121.88 | 65.06 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C3支座左 | 15.41 | 121.88 | 65.06 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
| 三层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 102.42 | 263.12 | 142.62 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B3支座左 | 104.51 | 263.12 | 144.71 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B3支座右 | 15.41 | 157.95 | 79.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C3支座左 | 15.41 | 157.95 | 79.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支座 | 101.76 | 315.73 | 150.00 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B1支座左 | 105.67 | 315.73 | 153.91 | 60 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B1支座右 | 15.41 | 184.96 | 90.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C1支座左 | 15.41 | 184.96 | 90.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
6.2 框架柱截面设计
表6-5框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
表6-6框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
表6-11框架柱正截面压弯抗震验算(|Mmax|)
表6-12框架柱正截面压弯抗震验算(|Mmax|)
表6-5框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
| A柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
大偏压 | x-2a' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | ||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 75.17 | 571.55 | 131.52 | 20 | 151.52 | 0.33 | 1.00 | 1.00 | 1.18 | 388.13 | 0.18 | 大偏压 | 0.18 | 2.8 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9 | 下端 | 72.63 | 598.56 | 121.34 | 20 | 141.34 | 0.31 | 1.00 | 1.00 | 1.19 | 377.96 | 0.18 | 大偏压 | 0.18 | 3.71 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 78.9 | 781.92 | 100.91 | 20 | 120.91 | 0.26 | 1.00 | 1.00 | 1.22 | 357.52 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 29.36 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9 | 下端 | 90.69 | 808.92 | 112.11 | 20 | 132.11 | 0.29 | 1.00 | 1.00 | 1.20 | 368.73 | 0.25 | 大偏压 | 0.25 | 33.14 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 55.61 | 1003.39 | 55.42 | 20 | 75.42 | 0.16 | 1.00 | 1.00 | 1.41 | 316.34 | 0.31 | 大偏压 | 0.31 | 60.33 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9.7 | 下端 | 49.35 | 1039.76 | 47.46 | 20 | 67.46 | 0.15 | 1.00 | 1.00 | 1.46 | 308.38 | 0.32 | 大偏压 | 0.32 | 65.42 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
表6-6框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
| B柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 68.82 | 782.08 | 88.00 | 20 | 108.00 | 0.23 | 1.00 | 1.00 | 1.25 | 344.61 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 29.38 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 67.94 | 809.08 | 83.97 | 20 | 103.97 | 0.23 | 1.00 | 1.00 | 1.26 | 340.59 | 0.25 | 大偏压 | 0.25 | 33.16 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 73.62 | 1065.34 | 69.10 | 20 | 89.10 | 0.19 | 1.00 | 1.00 | 1.30 | 325.72 | 0.32 | 大偏压 | 0.32 | 69.00 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 81.86 | 1092.33 | 74.94 | 20 | 94.94 | 0.21 | 1.00 | 1.00 | 1.28 | 331.56 | 0.33 | 大偏压 | 0.33 | 72.77 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C30 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 57.01 | 1357.05 | 42.01 | 20 | 62.01 | 0.13 | 1.00 | 1.00 | 1.50 | 302.93 | 0.41 | 大偏压 | 0.41 | 109.80 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 47.98 | 1393.46 | 34.43 | 20 | 54.43 | 0.12 | 1.00 | 1.00 | 1.57 | 295.35 | 0.42 | 大偏压 | 0.42 | 114.89 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| A柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 122.42 | 543.38 | 225.29 | 20 | 245.29 | 0.53 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 481.91 | 0.17 | 大偏压 | 0.17 | -4.00 | 61.91 | 267 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||
| 9 | 下端 | 137.14 | 570.38 | 240.44 | 20 | 260.44 | 0.57 | 1.00 | 1.00 | 1.10 | 497.05 | 0.17 | 大偏压 | 0.17 | -0.23 | 77.05 | 349 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 137.14 | 763.06 | 179.72 | 20 | 199.72 | 0.43 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 436.34 | 0.23 | 大偏压 | 0.23 | 26.72 | 180 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 168.34 | 790.06 | 213.07 | 20 | 233.07 | 0.51 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 469.69 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 30.50 | 407 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 124.94 | 998.63 | 125.11 | 20 | 145.11 | 0.32 | 1.00 | 1.00 | 1.21 | 386.03 | 0.30 | 大偏压 | 0.30 | 59.67 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 180.33 | 1035.00 | 174.23 | 20 | 194.23 | 0.42 | 1.00 | 1.00 | 1.16 | 435.15 | 0.31 | 大偏压 | 0.31 | 64.76 | 390 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| B柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 141.74 | 632.57 | 224.07 | 20 | 244.07 | 0.53 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 480.68 | 0.19 | 大偏压 | 0.19 | 8.47 | 326 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 137.79 | 659.57 | 208.91 | 20 | 228.91 | 0.50 | 1.00 | 1.00 | 1.12 | 465.52 | 0.20 | 大偏压 | 0.20 | 12.25 | 270 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 157.32 | 861.4 | 182.63 | 20 | 202.63 | 0.44 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 439.25 | 0.26 | 大偏压 | 0.26 | 40.48 | 179.86 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 164.55 | 888.4 | 185.22 | 20 | 205.22 | 0.45 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 441.83 | 0.27 | 大偏压 | 0.27 | 44.25 | 407.17 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 152.76 | 1096.27 | 139.35 | 20 | 159.35 | 0.35 | 1.00 | 1.00 | 1.19 | 400.26 | 0.33 | 大偏压 | 0.33 | 73.32 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 184.16 | 1132.68 | 162.59 | 20 | 182.59 | 0.40 | 1.00 | 1.00 | 1.17 | 423.50 | 0.34 | 大偏压 | 0.34 | 78.42 | 390.38 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
第七章 楼梯结构设计
楼梯间开间为8.1m，进深为7.5m。采用板式楼梯底层，共26级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为12×0.28=3.36m。二至三层楼梯均为等跑楼梯，共24级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为11×0.28=3.08m。楼梯的踢面和踏面均采用瓷砖面层，踏面采用防滑处理，底面为水泥砂浆粉刷。混凝土强度等级C25，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。
7.1 楼梯板计算
板倾斜度 tgα=150/300=0.5 cosα=0.894
设板厚h=120mm，h=1/30—1/25=118—142 mm板厚满足要求
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 30厚瓷砖 | （0.3+0.15）×0.55/0.3=0.825 |
| 三角形踏步 | 0.3×0.15×25/2/0.3=1.875 | |
| 斜板 | 0.12×25/0.894=3.356 | |
| 板底抹灰 | 0.02×17/0.894=0.38 | |
| 小计 | 6.436 | |
| 活荷载 | 2.5 | |
设计值：g=1.2×6.436=7.723 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 g+q=7.723+3.5=11.223 KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度
跨中最大弯矩 M=（g+q）lo2/10=11.223×3.552/10=14.143 KN·m
h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh02）=14.143×106/(1.0×14.3×1000×1002)=0.099
rs=0.948
As=M /（rsfyh0）=14.143×106/(0.948×210×100)=710 mm2
选 10@100,实有As=714 mm2,
分布筋 8@200，
7.2 平台板计算
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
平台板的荷载：
平台板荷载
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 30厚瓷砖 | 0.55 |
| 100厚混凝土板 | 0.1×25=2.5 | |
| 板底抹灰 | 0.02×17=0.34 | |
| 小计 | 3.39 | |
| 活荷载 | 2.5 | |
设计值：g=1.2×3.39=4.068 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 p= g+q =7.568KN/m
2、截面设计：
靠窗的平台板：
l0=2500-125+100/2=2.125m
M=(g+q)l02/8=7.568×2.1252/8=4.272 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.07
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.073
As=ξfcb，h0/fy= =267 mm2
选 8@180,实有As=279 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
靠走廊的平台板：
l0=1400-125+100/2=1.325m
M=(g+q)l02/8=7.568×1.3252/8=1.661 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.027
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027
As=ξfcb，h0/fy= =99mm2
选 6@180,实有As=157 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
7.3 平台梁计算
设平台梁截面 b=250mm h=300mm
1、荷载计算：
平台梁1的荷载：
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 梁自重 | 0.25×（0.3-0.1）×25=1.2 |
| 梁侧及底抹灰 | [2×（0.3-0.1）+0.25]×0.02×17=0.218 | |
| 平台板传来 | 3.39×（2.2+0.245）/2=4.144 | |
| 梯段板传来 | 6.436×3.3/2=10.619 | |
| 小计 | 16.159 | |
=4.114×1.2=4.937 KN/m4
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
平台梁2的荷载：b=240mm h=300mm
平台梁2荷载
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 梁自重 | 0.25×（0.3-0.1）×25=1.2 |
| 梁侧及底抹灰 | [2×（0.3-0.1）+0.25]×0.02×17=0.218 | |
| 平台板传来 | 3.39×（1.4+0.245）/2=2.789 | |
| 梯段板传来 | 6.436×3.3/2=10.619 | |
| 小计 | 14.826 | |
=2.789×1.2=3.347 KN/m
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
2、截面设计：
TL1：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.25）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(4.937+4.27) ×4.4732/8
=46.22KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=46.22×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.0617
rs=0.968
As=M /（rsfyh0）=46.22×106/（210×0.968×265）=858 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
TL2：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.24）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(3.347+3.29) ×4.4732/8
=44.951KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=44.951×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.06
rs=0.969
As=M /（rsfyh0）=44.951×106/（210×0.969×265）=834 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
第八章 现浇楼盖设计
8.1现浇楼盖设计
楼板厚120mm，楼面活荷载标准值2 kN/m2。走廊活荷载标准值2.5 kN/m2。钢筋混凝土板泊松比ν=1/6。
1、 荷载设计值：
办公室恒载设计值 g=4.01×1.2=4.55kN/m2
活载设计值 q=2×1.4=2.8kN/m2
走廊恒载设计值 g = 1.2×4.01= 4.55kN/m2
活载设计值 q=2.5×1.4=3.5kN/m2
所以 教室部分 p=g + q =4.55+2.8=7.35kN/m2
p,= g + q/2=4.55+2.8/2=5.9kN/m2
p ,,= q/2=2.8/2=1.4kN/m2
走廊部分 p=g + q =4.55+3.5=8.0kN/m2
p,= g + q/2=4.55+3.5/2=6.3kN/m2
p ,,= q/2=3.5/2=1.75kN/m2
2、 按双向板弹性理论计算区格弯矩：
A区格板： lx=3.75m
ly=4.05m
lx / ly =3.75/4.05=0.625
查《混凝土与砌体结构设计》附表得两邻边固定两邻边简支时的弯矩和四边简支时的系数（表中α为弯矩系数）
| lx/ly | 支承条件 | ||||
| 0.63 | 两邻边固定两邻边简支 | 0.0508 | 0.0257 | -0.1065 | -0.0757 |
| 四边简支 | 0.0821 | 0.0389 | — | — |
3.截面设计
板跨中截面两个方向有效高度的确定
假定钢筋选用φ10，则
板支座截面有效高度为
由于楼盖周边按铰支考虑，因此I角区板的弯矩不折减，而中央区格和 的区格板的跨中弯矩和支座弯矩可减少20%，但考虑到本设计中弯矩值均较小，可不做折减。计算配筋时，近似取内力臂系数 ，
表8-1 双向板配筋计算表
|
截面 |
h (mm) |
M (kNm/m) |
( ) |
配筋情况 |
实配 ( ) |
||
|
跨 中 |
A |
方向 | 90 | 4.2 | 301 | φ10@200 | 393 |
| 方向 | 100 | 8.45 | 529 | φ10@150 | 523 | ||
|
B |
方向 | 90 | 1.64 | 117 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 3.51 | 220 | φ10@200 | 393 | ||
|
C |
方向 | 90 | 2.88 | 206 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 6.4 | 401 | φ10@200 | 393 | ||
|
D |
方向 | 90 | 0.89 | 64 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 2.27 | 142 | φ10@200 | 393 | ||
|
支 座 |
A-C | 100 | -12.68 | 794 | φ10@100 | 785 | |
| A-D | 100 | -9.02 | 565 | φ10@140 | 561 | ||
| A-B | 100 | -9.02 | 565 | φ10@140 | 561 | ||
| B-D | 100 | -3.67 | 230 | φ10@200 | 393 | ||
| C-C | 100 | -9.56 | 599 | φ10@130 | 604 | ||
| D-C | 100 | -6.81 | 427 | φ10@180 | 436 | ||
| D-D | 100 | -2.68 | 167 | φ10@200 | 393 | ||
第九章 基础设计
9.1 荷载计算
按照《地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的有关规定，上部结构传至基础顶面上的荷载只需按照荷载效应的基本组合来分析确定。
混凝土设计强度等级采用C30，基础底板设计采用HRB335钢，fy=300 N/mm，室内外高差为0.45 m，基础埋置深度为1.2m，基础高度600mm。上柱断面为500×500，基础部分柱断面保护层加大，两边各增加50，故地下部分柱颈尺寸为600×600
| 层次 | 土类 |
平均厚度 （m） |
承载力特征值fak(kPa) |
重度 （KN/m3） |
土层剪切波速（m/s） |
| 1 | 杂填土 | 0.8 | 90 | 16.5 | |
| 2 | 素填土 | 0.9 | 100 | 16.0 | |
| 3 | 粉尘沙土 | 6.2 | 160 | 19.2 | 200 |
| 4 | 粉土 | 5.7 | 140 | 19.0 | 180 |
| 5 | 粉质粘土 | 7.9 | 225 | 19.4 | 350 |
基础承载力计算时，应采用荷载标准组合。
，取两者中大者。
以轴线3为计算单元进行基础设计，上部结构传来柱底荷载标准值：
表9-1荷载标准组合
| 柱 | 内力 | 恒载 | 活荷载 | 恒k+活k |
| A柱 | M | 12.33 | 4.03 | 16.36 |
| N | 682.75 | 159.99 | 842.74 | |
| V | -7.63 | -2.49 | -10.17 | |
| B柱 | M | -10.95 | -3.43 | -14.38 |
| N | 915.79 | 242.92 | 1158.71 | |
| V | 6.77 | 2.12 | 8.89 |
底层墙、基础连系梁传来荷载标准值（连系梁顶面标高同基础顶面）
墙重： 0.00以上 ：5.5×0.2×3.9=4.29kN/m（粉煤灰轻渣空心砌块， =5.5 ）
0.00以下 ：19×0.24×0.95=4.33kN/m（采用一般粘土砖， =19 ）
连梁重：（400×240）
（与纵向轴线距离0.15）
柱A基础底面： FK = 842.74 +11.02 4.5 =892.33kN
MK=37.01 +11.02 4.5×0.15+16.55×0.6 = 54.38kN·m
柱B基础底面： FK =1158.71+11.02 4.5 = 1208.3kN
MK=14.38+11.02 4.5×0.15+8.89 0.6=27.15kN·m
9.2 确定基础底面积
A、D柱下采用钢筋混凝土独立基础，B、C采用钢筋混凝土联合基础，
根据地质条件取②层粉质粘土层作为持力层，设基础在持力层中的嵌固深度为0.1m，室外埋深1.2，室内埋深1.65 m，（室内外高差0.45m）。
1.A柱：
（1）初估基底尺寸
由于基底尺寸未知，持力层土的承载力特征值先仅考虑深度修正，由于持力层为粉质粘土，故取 =1.6
=（16.5 1.0+16 0.5）/1.5=17.4
=100+1.6 17.4 (1.5-0.5) = 192.84
= = 6.2
设 =1.2 = =2.27
取b=2.3m，l=2.8m
（2）按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =892.33+20 2.3 2.8 (1.5+1.95) = 1114.5
基底形心处弯矩： = 54.38
偏心距： = = 0.049 < = 0.47
<
<
满足要求。
2.B柱：
因B、C轴向距仅3 ，D、E柱分别设为独立基础场地不够，所以将两柱做成双柱联合基础。
因为两柱荷载对称，所以联合基础近似按中心受压设计基础，基础埋深1.2 。
≥
设 l=5.6m，b=3m， A=16.8m2
按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =1208.3+20 5.6 3 (1.5+1.65) = 1787.9
基底形心处弯矩： = 27.15
偏心距： = = 0.015 < = 0.93
<
<
满足要求。
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）
1．荷载设计值
基础结构设计时，需按荷载效应基本组合的设计值进行计算。
A柱：F=1039.76+11.02×4.5×1.2=1099.27kN
M=49.35+11.02×4.5×1.2×0.15+0.6×21.64=71.26kN.m
（B-C)柱：
2．A柱：
（1）基底净反力：
（2）冲切验算
=1.24m2
基础高度满足要求。
（3）配筋
=
=216.26kN.m
选Φ14@110
=140.56 kN.m
配Φ14@160
注：短边钢筋放在长边钢筋内侧，所以有效计算高度差10mm。
3．（B-C)柱基
基础高度 （等厚）
（1）基底净反力：
（2）冲切验算：计算简图见图9-2。
要求
，
满足要求。
图9-2 冲切验算计算简图弯矩和剪力的计算结果
（3）纵向内力计算
，弯矩和剪力的计算结果见图9-4。
（4）抗剪验算
柱边剪力：
满足要求。
（5）纵向配筋计算
板底层配筋：
折算成每米板宽3596.62/5.6=642
选 Φ14@200 As=770
板顶层配筋：按构造配筋φ10@200 As=393
（6）横向配筋
柱下等效梁宽为：
柱边弯矩：
折算成每米梁宽2718/3=906
选Φ14@170，
第十章 科技资料翻译
一、科技资料原文：
Castle Bridge, Weston-Super-Mare, UK
Castle Bridge is a minimal-cost solution to the dilemmaof a restricted crossing of a main railway line within a residential development area. The works employs reinforced earth embankments, integrated bridge deck andabutment construction and precast parapet solutions toovercome and minimise the safety, maintenance and costissues associated with the scheme.
1. INTRODUCTION
This paper describes a minimal-cost solution to a road bridgeover a railway, on a restricted site, to open up land for residential development. Locking Castle is an area under heavy residential development on the eastern side of Weston-Super Mare. Overseeing the development and client for the bridge isLocking Castle Limited, a company owned in consortium by two major house builders. The planning authority is North Somerset District Council (NSDC). The development area is splitin half by the Bristol to Exeter main railway line. Planning conditions for the area stipulated that the southern area couldnot be inhabited until a crossing of this railway line had beenbuilt. Fig. 1 shows the Locking Castle development and theimportance of the bridge to the area.
The development area is situated on the edge of the SomersetLevels, an area noted for its poor ground conditions, and is bounded by a railway line to Weston to the north and the A321dual carriageway to the south. Moor Lane, an existing countryroad, was the only access to the southern area and was notsuitable for the traffic expected by the increased housing stock.
Owing to the nature of the Somerset Levels, the new road overthe railway lines would have to be raised on embankments onboth sides of the track. An area of land had been reserved for the crossing but this area was small in comparison to a normalcrossing, which led to a number of compromises in the layoutof the structure. A blanket 20 mph speed limit, coupled with area-wide speed restriction measures, coverthewholeLockingCastledevelopment. This enabled the roads to be laid to a tightradius on the approaches to the bridge and also allowed theclient to agree, with NSDC, that steeper than normal gradientscould be used to attain the elevation of the crossing.
The client’s engineer, Arup, agreed general design principlesand the preliminary Approval in Principle (AIP) with NSDCprior to the issue of tender documents.
The contract was awarded to Dean & Dyball in July 2000 for atender value of £1·31 million and the contract period was set at34 weeks for a completion in April 2001. A simplifiedprogramme is shown in Fig. 2.
2. GROUNDWORKS
During the tender stage Pell Frischmann looked at a number ofrefinements to the tender design and following the award of thescheme undertook a full value engineering exercise in conjunction with the contractor, Dean & Dyball. The originaldesign called for steel H-piles under the bridge abutment areasadjacent to the railway line where limited vertical movement ofthe track was essential. Following a review of the groundconditions and based on previous experience, the team successfully argued that cast-in-situ displacement piles, usedelsewhere under the embankments, could be driven closer tothe tracks without any problem. The tracks were monitoredduring piling operations and level changes of less than 6 mmwere recorded along the affected section.
The ground conditions at the site consist of made groundoverlying up to 19 m of soft alluvial clay. Below this either a2 m layer of firm/stiff clay on mudstone or sandstone bedrockexists. Two types of driven cast-in-situ piles were designed byKeller, 340 and 380 mm in diameter, to cope with the differentloading conditions caused by the bridge and the embankment.These were driven to refusal from the existing ground level. Thepoor ground contributed to rapid pile installation and rates of up to eight piles a day were recorded. The total driven lengthranged between 22 and 24 m. Pile design information is shownin Table 1. Tests confirmed the integrity of the design andindicated a maximum settlement at working load of 6 mm.
A concrete pile cap was originally shown above the H-piles todistribute the loads from thebridge abutments to the piles.By replacing the H-piles withthe driven cast-in-situ piles,but at slightly reduced spa-cing, it was possible to eliminate the pile caps and extendsaving on construction time as well as cost.
3. LOAD TRANSFERMATTRESS AND EMBANKMENTS
The piles were used to support a load transfer mattress,which was constructed fromlayers of stone and geomembrane grids. Enlarged head piles had been shown on the tender drawing but, again drawing on previous experience, Pell Frischmann demonstrated that this design method could be utilised to reduce the depth of the
mattress and it was suggested that this approach be employed at Locking Castle. By casting an enlarged head of 1·1 m diameter at the top of each pile, the distance to the next pile was reduced and thus the span of the geomembranes in the mattress layers was decreased. Given that the arching effect in the mattress relies on an angle of 458 from the pile to the top of the mattress, the depth of stone could be reduced accordingly.
The overall depth of the mattress was reduced from 1500 mm to 900 mm by rationalising the design in this way. This also led to savings in reduced excavation to the original ground level (Fig.
3).Above the mattress the embankment rises to a maximum height of 6·3 m to carriageway level. To reduce the spread of the embankment, the tender design originally indicated faced precast concrete panels to vertical sidewalls. This was amended later in the tender stage to vertical walls of class A red brickwork, forcing a change in the design of the reinforced embankment. The design of the embankment was subcontracted to Tensar, based on a specification developed by Pell Frischmann. Their system comprised uniaxial geogrids laid at varying vertical spacing on compacted granular material. Class 6I/J granular material, in accordance with the Specification for Highway Works1was specified and this made up the bulk of the embankment. The grids were then anchored to dry-laid interlocking concrete blocks forming the near-vertical face of the embankment. A vertical drainage layer separated the 6I/J material from the concrete blocks. Ties were installed between the joints in the concrete blocks and the class A brickwork facing was constructed in front. Fig. 4shows the embankment crosssection.
The design of the embank-ment relies on the density of the compacted product being structure. This does not reduce the design life of the structure which was set at the standard 120 years. Difficul- ties with this method of construction are well known and include accounting for differential settlement, increased hogging moments at the ends of the beams and congestion of steel in the small areas between the beams. Sufficient structural strength is inbuilt to counteract the stresses of one abutment moving relative to the other. The design was also restricted by the need to keep the same depth of beam that had been identified on the tender drawings. Increas- ing the beams from a Y3 to a Y4 would have simplified the design but would have the penalty of higher embankments, larger pile and bridge loads, more imported material at a consistent value. To facilitate this, Dean & Dyball sourced 40 mm scalpings from Tarmac aggregates which not only consistently met the 6I/J grading but were also suitable for use in the load transfer mattress. In addition, a permanent materials testing presence was kept on site while the embankments were being constructed. The material was very easy to compact, requiring no more than a 1·5 t vibrating steel roller, and, due to its nature, was very suitable for laying in the generally wetconditions that prevailed at the time. All tests showed tha tminimum compaction of 94% was being achieved and the rate of rise of the embankment exceeded the contractors’expectations.
4. BRIDGE AND ABUTMENTS
The bridge deck consisted of prestressed Y3 precast concrete beams and an in situ reinforced concrete slab spanning 20 mover the railway lines. Figs 5 and 6 show the long- and crosssection of the bridge. The beams were supported on bankseats founded on the reinforced embankments. The narrow nature of the embankments was accentuated at the bankseat area sand it was soon obvious that these were too narrow to avoidresting the structure on the concrete block sidewalls of theembankments. To overcome this, the embankments werewidened locally in the vicinity of the abutments to enable thebankseat to sit wholly on the embankment (Fig. 7). As this change was too large to hide, a feature was made of the widened area by the use of strong right angles in the brickwork and pre-cast concrete (PCC) flagstones laid around the top of the brick wall adjacent to the abutments. The final layout gave added effect and accentuated the bridge and its approaches.
Once placed, the PCC beams were cast into each bankseat by the addition of an integral endwall. This eliminated the need for bearings and movement joints, thus creating an integral and steeper gradients on the approach roads. Pressure to keep the deck construction as shallow as possible came also from the discovery that the original tender drawings had not allowed for a deck crossfall to shed water. This raised the southernembankment 150 mm higher than anticipated.
The design was further complicated by the requirement to accommodate services under the bridge deck, between the beams, and through the integral end wall. These services were a 250 mm diameter water main (through a 350 mm diameter duct), an HV electric cable and a four-way BT duct. The loss of section was overcome by agreement to run the electric cable over the top of the deck, rather than below it, as it was not
physically possible to bring it through the identified location on the tender drawings. The loss of available wall section led to the requirement for smaller numbers of, but larger diameter, bars fitted around the holes through the endwalls. This is turn made the detailing and fitting of these bars one of the trickiest elements of the job.
Although generally fixed by the layout of the overall scheme, the vertical road alignment was redesigned to accommodate the change in alignment of the bridge deck. This led to an increased gradient on the southern embankment but also had a knock-on effect on the loading of the bridge. To provide a reasonable rollover across the deck from the steep gradients on either side, the depth of surfacing increased to over 300 mm at its deepest point. This greater loading increased the amount of prestressing in the PCC beams.
At an early stage in the contract, Dean & Dyball had focused onthe placing of beams as a critical phase of the scheme,especially as the work was to be undertaken in January. Toaccelerate the placing of permanent formwork between the beams, the contractor requested that the edge beams bedesigned to include inserts to support the temporary handrails.
These were cast in at a depth such that they would be hidden in the final scheme by tails on the high containment precast P6parapet across the bridge. The temporary handrails were fitted to the edge beams prior to placement (Fig. 8). This enabled the contractor to start placing permanent formwork before all the PCC beams had been laid. This approach reduced the time of track possession, with the eleven beams and permanent formwork all installed within five hours.
5. APPROACH EMBANKMENT PARAPETS
Standard parapets of type P2 were designed to protect the edges of the approach embankments and the support for these presented the team with a considerable challenge. Originally shown as in situ reinforced concrete, it soon became clear that this solution would provide the contractor with a significant health and safety problem. Casting edge beams 6 m above the ground was potentially dangerous, required a lot of scaffolding mand permanent formwork, and would add weeks to the tight construction programme.
To overcome this, the contractor proposed using precast concrete parapet supports in lieu of in situ. However, due to the tight centreline radii on the bridge approaches (50 m radius), the length of each PCC section would need to be limited to avoid a ‘threepenny piece’ appearance. This created its ownproblems when design calculations showed that accidental loadings on the parapet would not be restrained by the use of small discrete PCC units.
A compromise solution consisting of a precast edge piece and an in situ section under the footway/cycleway construction was eventually developed to overcome the problems. To achieve the desired effect, the precast edge beam would need to be of sufficient size and shape to rest on the brick/block edging of the embankment without being unstable. In addition, the sides of each unit would need to be slightly tapered to accommodate the radii of the bends, and the parapet support post bolt cradle would need to be pre-installed at the correct spacing. Team work between the designer and contractor led to a reduction in the number of panel types from 30 to 17, ranging in length from a maximum of 3·65 m to a minimum of 1·98 m, while keeping the parapet posts at a constant spacing along the main length of the embankments (Fig. 9).
The precast units were tied together by means of an in situ element. This comprised a slab extending the entire length of the embankments from the bankseats to the end of the parapet units. The slab was cast continuously, without joints, so that it acted as a beam. The slab was designed with a toe, which, together with friction, counteracts the lateral forces from accidental loading of the parapet posts while the overturning forces of any impact are countered by the weight and cantilever effect of the continuous slab. The P2 support sections were placed and levelled to give apleasing sweep and elevation to the bridge while a tail on the PCC unit was included to hide the top of the brickwork wall, ensuring a neat appearance was achieved.
6. TEAM WORKIN
One of the most pleasing aspects of the scheme was the goodworking relationship that was maintained between all parties. Although working under the General Conditions of Contract for Building and Civil Engineering GC/works/1,2the contractor was keen to espouse the ethics of partnering. Regular meetingsbetween the contractor, designer, client’s engineer and client’s architect took place to keep all parties informed of the latest developments and to deal with concerns before they became a distraction. Communications, channelled through the contractor, between interested third parties, such as Railtrack and NSDC, were also well managed, which ensured that possessions were granted as requested and adoption requirements were dealt with swiftly. This approach was key to meeting the tight construction deadline and in dealing with the minor omissions found in the tender design in a professional manner. It is a credit to the contractor that this was maintained throughout the period of the contract.
7. SUMMARY
Locking Castle Bridge is based on a modern and innovative design which, along with its appearance (Fig. 10), benefits the local environment and provides a focal point for the new residential development. The creation of a park adjacent to the southern embankment will enhance the status and appearance of the bridge in years to come and provide a sense of pride forall those involved in the construction of Locking Castle Bridge.
REFERENCES
1. Specification for Highway Works. In: Manual of ContractDocument for Highway Works. Highways Agency. TheStationery Office, 1993.
2. GC/Works/1: Conditions of Contract for Major Building and Civil Engineering Works. Single Stage Design & Build, The Stationery Office, 1998
原文翻译：
英国锁城大桥
锁城大桥是横跨住宅发展区的铁路桥梁。由于工程施工受到周围建筑与地形的限制，该工程采取加固桥台、桥墩与桥面的刚构结构，以及预制栏杆等方法提高了大桥的使用安全程度，并降低了大桥建造与维护的费用。因此，城堡大桥科学的设计方案使工程成本降到最低。
一、 引言
本文描述的是在受限制地区用最小的费用修建一座铁路桥梁使之成为开放的住宅发展区。锁城地区是位于住宅发展十分紧张的韦斯顿超
图1 锁城大桥位置远景
马雷的东部。监督桥梁建设的客户是城堡建设有限公司，它由二大房建者组成。该区的规划局是北盛捷区议会（NSDC）。该发展地区被分为布里斯托尔和埃克塞特。规划条件规定，直到建成这条横跨的铁路大桥为止，该地区南部区域不可能适应居住。可见锁城大桥的建成对该地区发展的重要性。
发展地区位于萨默塞特的边缘，这个地区地形十分的恶劣，该范围位于韦斯顿以北和A321飞机双程双线分隔线的南面。现在只有一条乡下公路，是南部区域的唯一通道。该地区是交通预期不适合住宅增加的区域。
由于盛捷地区水平高程的限制，新的铁路线在桥台两边必须设有高程差。 并且该地区地形限制，允许正常横跨的区域较小，这导致在结构的布局上的一定数量的妥协。为了整个城堡地区的发展， 全
图2 锁城大桥地图上位置
桥限速20公里/时，并考虑区域范围内的速度制约。这样在得到客户和NSDC的同意后，桥梁采取了最小半径的方法，这使得桥梁采用了比正常梯度更加陡峭地方法实现高程的跨越。
客户的工程师、工程顾问、一般设计原则和初步认同原则下(AIP)与NSDC发出投标文件。
该合同在2000年7月1授予安迪。投标价值1.31亿美元，合同期定为34周，到2001年4月完成。
图3 桥整体横断面
图4 桥体长度 图5 桥上部结构横断面
二、地基
在招标阶段佩尔研究了一些优化设计和招标后的裁决计划进行了充分的经济分析后交付承包商，院长及安迪 。原来设计要求H型
图6 桥面铺装
钢桩柱下的桥台地区与相邻铁路线之间必须是垂直运动。经审查后的地面条件和根据以往的经验判断，现浇位移桩，使用其他类似地方的河堤下，可驱动更接近轨道而不会有任何问题。并在受影响区域进行了监测，打桩作业和水平高程的变化小于要求的6毫米。
在地面下覆盖厚达19米的软冲积土。这下面是2米层坚定/硬粘土泥岩或砂岩基石。两种类型的驱动现浇桩设计了340和380毫
米的大口径水管，以应付不同载入条件所造成的桥梁和堤坝的不同荷载。 这些有利于桩体的载入。最多可达一天8个桩的记录。总长度
驱动介于22和24米之间。试验证实了完整的设计和表示最多解决在工作负荷为六毫米
一个具体的桩帽负载从桥墩传递到桩。 取代H型桩柱与 驱动现浇桩， 但略有减少水，它能使桩帽的荷载延长传递到承台，从而节约施工时间 以及成本。
三、荷载传递，路基
桩被用来抑制端口的负载转移，这是因为修建时采用了石头和网膜。 在招标图纸上显示了基础顶部扩大桩，再运用早先经验， 佩尔指出这个设计方法可能被运用减少垫层的深度，并且把这种方法使用在城堡大桥上。 通过熔铸一个扩大的部分1.1m在每桩上面，距离到桩下减少了1 m直径，并且薄膜的间距在垫层的增加因而被减少了。 假设成拱形的作用在承台依靠角度458从堆到垫层的上面，可能相应地减少石头的深度。通过合理的设计，垫层的整体深度从1500毫米减少了到900毫米。 这样减少了挖掘深度并保留了原始的底层。.
垫层路堤上升到最大高度6.3 m的车道高程。为了减少蔓延的路堤，招标设计最初面临混凝土预制板垂直侧壁。这是后来修正的在投标阶段用红砖砌筑的垂直墙壁，迫使改变设计中的钢筋路堤。路基被分包两个部分以坦萨为基础和规范发展的佩尔弗里斯赫曼恩路段。其系统组成的单轴土工格栅在不同规定垂直间隔的压实颗粒物质。颗粒状材料，符合高速公路规范做路堤材料的相关规定。该网格，挂靠在干燥的混凝土砌块上形成近垂直的路堤。被垂直排水层分开。在两者之间安装了隔水带，并且在前面修建了砖砌饰面。 图-4展示基础的横断面
图7 防撞墙
路堤的设计是依靠紧密的产品的密度结构。这并不会减少桥梁结构的120年的设计使用寿命。此方法的约束结构是众所周知的, 并且在结算梁末端的负弯矩时作为一个统一体来解决。并且利用墩台的内力来约束其相对移动。在招标图纸上还限制了必须要保持同样的深度。现在 从Y3到Y4进行简化设计，这样就会有更高的桥基、更大的桩和桥梁荷载，造成进口的材料损失。院长及安迪在这一共同目标下进行了这项工作。净厚40毫米的沥青混凝土不仅满足材料等级的要求，也适合使用在负荷传递的垫层上。此外，一直在现场进行永久材料的测试，而在兴建河堤时，该材料很容易压实，按要求使用1.5吨的振动压路机碾压，而且，就其性质而言，非常适合埋设在潮湿的条件。所有的测试结果显示， 最低的压实度在94 ％以上，压实度远远超过承包商期望。
四、桥梁和桥墩
桥面包括预制预应力混凝土梁和一块跨度20m的现浇钢筋混凝土平板。图4和5显示桥梁的长度和横断面。 在加强的桥台建立支撑梁。在支撑梁区域凸显了桥台狭窄的特点，并且这些太狭窄的桥台
图8 挡土墙
不能避免的退出工作结构，并对混凝土砌块侧壁的河堤产生压力。为了克服这个困难，把河堤的挡土墙在桥台附近扩大，并使之成为完全挡土墙 (图8)。 因为这变动太大以至于不能掩藏，在砖墙的上面放置的砖砌和预制混凝土做了加宽的区域，并在桥台附近形成了坝肩。最后的布局给桥梁带来了增值效应并丰富了桥梁和其施工方法。
一旦浇注了混凝土，整个桥面将形成一个整体。 这方法消除了梁与支撑之间的转动，因此，使桥面形成了一个统一的更加陡峭坡度。为了保持桥面产生压力保持一样，使桥面出现横向的排水，这是招标图纸不允许的。 这就提出了一个南部路基高于预期150毫米。
设计要求在梁和桥面板之间容纳一些复杂的服务设备。这些设备是一条250毫米直径总水管(通过一条350毫米直径输送管)， HV电缆和一条四种方式的BT输送管。在招标图纸上看这些服务设备是在桥梁之间缺失的部分通过，而不是在它的下面通过。这些可利用的部分损失能够使桥梁的自重更小、结构减轻，而且桥梁的截面尺寸更大，这些临时的设施在孔中通过。因此，要求作出详细的安装说明，这又是一个非常棘手的工作。
桥梁的布局方案是一个整体的固定结构。并且，重新设计成了垂直路线，以适应桥面的变化。这就导致了南部桥台的升高，从而，桥面的坡度增加。因此，对上面的桥梁产生了连锁反应。为提供合理的桥面跨越坡度，在桥南部的桩相应的增长，在增长最多的地方增加深度超过300毫米。这要求在预应力混凝土中增加更大预应力。
在早期阶段的合同中，院长及安迪把梁的施工作为一个关键阶段， 尤其施工是在1月份进行。承包商要求在梁之间快速安装永久模板，并且，要求在边梁设计时插入临时扶手栏杆。
浇注了横跨桥梁护墙后，能够掩盖P6栏杆末端。在安装边缘梁之前应先安装临时扶手栏杆。在安装所有的混凝土梁之前，承包商先安置永久模板。这种安装方法安装11根梁和所有的永久建筑仅仅需要5小时，大大的节省了施工周期。
五、护墙
标准型的P2护墙的目的是保护的边缘河堤。因此，对该小组提出了相当大的挑战。必须在原先的位置浇注钢筋混凝土，承包商对这种解决方案提出了健康与安全问题，因为在地面上浇注6m的边缘梁是十分危险的，必须要用到更多的脚手架和永久模板，并且，施工将延长几个星期，工期将更加紧张。
为此，承包商建议使用预制混凝土栏杆来替代在原处浇注混凝土。然而，由于桥梁采用的是最小半径，所以每个混凝土梁的长度受到限制，以避免出现外观问题。并且计算表明混凝土栏杆会受到使用限制。
另外一种折衷的解决办法包括一个预制件和边缘现浇的行人/自行车道建设，最终克服了这些问题。为了实现理想的效果，边梁的预制需要的足够的大小和形状的砖块，以确保边缘的路堤稳定。此外，双方每个单位将需要略锥形，以适应半径的弯道，并且护墙后螺栓支持摇篮要预先安装在正确的间距上。由于设计师和承包商通力合作，盘区类型的数量从30减少到17，排列在长度从最多3.65 m减少到最小限度1.98 m，并保留栏杆位置恒定间距沿堤防的主要长度（如图9）。
预制的构件通过现场浇注在一起，形成了一个整体。同时连栏杆和扩大的路堤也浇注在一起。把桥面板浇注在一起，使之形成梁。并且桥面板做了脚趾形设计，利用其摩擦力来抵抗栏杆的偶然荷载，用连续的桥面板和悬臂式结构抵抗外部的对 桥面的扭转和倾覆力。
P2支持部分被做成水平并且与桥梁完美的组合在一起。而末端被混凝土掩盖保证了外观的整洁。
六、运作
在整个计划中最值得欣慰的是能够很好的维护各个方面的关系。大家在工程合同约定下一起工作，在出现矛盾之前，举行定期会议时告知承包商、设计师、客户的工程师和客户的建筑师工程之间相互通告事情的最新事态发展和处理的意见。并且在感兴趣
图9 锁城大桥
的方面打开信息交换的通道适时的通信，例如处理好铁路轨道等，并按要求保证资金适时到位。在遇到工程最后期限紧张时或发现设计图纸有小遗漏时要以专业的方式进行沟通。这事成为承包商在整个合同期间维护信用的关键。
七、摘要
锁城大桥是集现代和创新于一体的设计（图9）。加上其美丽的外观，不仅美化了当地环境。还增加了外界联系。更有利于新住宅的发展。并且在桥的南部还建立了一个公园，这将提高大桥的地位和整体的外观。在今后几年里，锁城大桥将是所有参与建造者的自豪。
参考文献
公路工程规范 速公路局办公室 1993年
建筑与土木工程规范 建造与设计办公室 1998年
参考资料
《建筑结构抗震设计》，东南编著、清华主审。，1998
《混凝土结构》上册，2，天津
河 海 大 学
毕业设计说明
作 者： 李良
学 号：AHG2009140
专 业： 土木工程
题 目： 溧阳职业学校一号教学楼设计
指导者：
评阅者：
2011 年 5 月 南 京
毕业设计说明
作 者： 李良
学 号：AHG2009140
专 业： 土木工程
题 目： 溧阳职业学校一号教学楼设计
指导者：
评阅者：
2011 年 5 月 南 京
目录
2011 年 5月 南 京... 1
前 言... 1
内容摘要... 2
第一章 工程概况... 4
1．1 工程总体概况..... 4
1．2 设计资料..... 4
1．3 承重方案选择..... 4
1．4 结构布置..... 5
第二章 确定计算简图... 6
2.1 框架梁截面尺寸..... 6
2.2 框架柱截面尺寸..... 6
2.3 框架结构计算简图..... 6
第三章 荷载代表值... 7
3.1荷载统计..... 7
3.2 荷载作用计算..... 9
3.3 地震作用下荷载计算..... 12
第四章 框架内力计算... 17
4.1 恒载作用下的框架内力..... 17
4.2 活载作用下的框架内力..... 24
4.3地震作用下横向框架的内力计算..... 28
第五章 框架内力组合... 32
5.1 弯矩调幅..... 32
5.2横向框架梁内力组合.... 33
5.3横向框架柱内力组合.... 36
第六章 框架梁、柱截面设计... 40
6.1框架梁截面设计..... 40
6.2 框架柱截面设计..... 46
第七章 楼梯结构设计... 48
7.1 楼梯板计算..... 48
7.2 平台板计算..... 49
7.3 平台梁计算..... 50
第八章 现浇楼盖设计... 53
8.1现浇楼盖设计..... 54
第九章 基础设计... 56
9.1 荷载计算..... 57
9.2 确定基础底面积..... 58
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）..... 59
第十章 科技资料翻译... 64
参考资料... 83
2011 年 5月 南 京... 1
前 言... 1
内容摘要... 2
第一章 工程概况... 4
1．1 工程总体概况..... 4
1．2 设计资料..... 4
1．3 承重方案选择..... 4
1．4 结构布置..... 5
第二章 确定计算简图... 6
2.1 框架梁截面尺寸..... 6
2.2 框架柱截面尺寸..... 6
2.3 框架结构计算简图..... 6
第三章 荷载代表值... 7
3.1荷载统计..... 7
3.2 荷载作用计算..... 9
3.3 地震作用下荷载计算..... 12
第四章 框架内力计算... 17
4.1 恒载作用下的框架内力..... 17
4.2 活载作用下的框架内力..... 24
4.3地震作用下横向框架的内力计算..... 28
第五章 框架内力组合... 32
5.1 弯矩调幅..... 32
5.2横向框架梁内力组合.... 33
5.3横向框架柱内力组合.... 36
第六章 框架梁、柱截面设计... 40
6.1框架梁截面设计..... 40
6.2 框架柱截面设计..... 46
第七章 楼梯结构设计... 48
7.1 楼梯板计算..... 48
7.2 平台板计算..... 49
7.3 平台梁计算..... 50
第八章 现浇楼盖设计... 53
8.1现浇楼盖设计..... 54
第九章 基础设计... 56
9.1 荷载计算..... 57
9.2 确定基础底面积..... 58
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）..... 59
第十章 科技资料翻译... 64
参考资料... 83
前 言
毕业设计是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,是对期间所学专业理论知识的全面总结。
本组毕业设计题目为《溧阳职业学校一号教学楼框架结构设计》。在毕业设计前期，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。在毕业设计中期，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。在设计期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在设计后期，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。
2011.5.8
内容摘要
本设计主要进行了结构方案中横向框架3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 3. 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
第一章 工程概况
1．1 工程总体概况
江苏溧阳职业学校一号楼为三层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约3000 m2 ，层高3.6 m，室内外高差为0.45m，屋面为上人屋面，采用有组织排水。楼盖及屋盖用现浇钢筋混凝土板。建筑设计使用年限50年。
1．2 设计资料
（1）建筑构造
屋面做法：SBS改性沥青防水卷材屋面，屋面保温材料选用聚苯板
楼面作法：水磨石楼面，
内外墙作法：内外墙均选用粉煤灰轻渣空心砌块（390mm×190mm×190mm）
（2）地质资料
注：1、场地土覆盖厚度（地面至剪切波速大于500m/s的土层距离）为66m。
2、常年地下水位在地表下2.0m。
（3）基本雪压：0.5kN/m2
（4）地震资料：设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震为第一组。
（5）建筑等级：结构安全等级二级，耐火等级Ⅱ级。
（6）材料：混凝土强度等级上部结构采用C25，基础采用C20；梁柱及基础纵向受力钢筋采用HRB335级钢筋，其余钢筋均采用HPB235级钢筋，钢筋最大直径不超过25mm。
（7）教学楼楼面活载，查《建筑结构荷载规范》(GB 50009–2001)，确定楼面活载标准值为2 kN/m2；上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
1．3 承重方案选择
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，本教学楼框架的承重方案为横向框架承重方案。
毕业设计是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,是对期间所学专业理论知识的全面总结。
本组毕业设计题目为《溧阳职业学校一号教学楼框架结构设计》。在毕业设计前期，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。在毕业设计中期，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。在设计期间，本组在校成员齐心协力、分工合作，发挥了大家的团队精神。在设计后期，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。
2011.5.8
内容摘要
本设计主要进行了结构方案中横向框架3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 3. 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
第一章 工程概况
1．1 工程总体概况
江苏溧阳职业学校一号楼为三层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约3000 m2 ，层高3.6 m，室内外高差为0.45m，屋面为上人屋面，采用有组织排水。楼盖及屋盖用现浇钢筋混凝土板。建筑设计使用年限50年。
1．2 设计资料
（1）建筑构造
屋面做法：SBS改性沥青防水卷材屋面，屋面保温材料选用聚苯板
楼面作法：水磨石楼面，
内外墙作法：内外墙均选用粉煤灰轻渣空心砌块（390mm×190mm×190mm）
（2）地质资料
| 层次 | 土类 |
平均厚度 （m） |
承载力特征值fak(kPa) |
重度 （KN/m3） |
土层剪切波速（m/s） |
| 1 | 杂填土 | 0.8 | 90 | 16.5 | |
| 2 | 素填土 | 0.9 | 100 | 16.0 | |
| 3 | 粉尘沙土 | 6.2 | 160 | 19.2 | 200 |
| 4 | 粉土 | 5.7 | 140 | 19.0 | 180 |
| 5 | 粉质粘土 | 7.9 | 225 | 19.4 | 350 |
2、常年地下水位在地表下2.0m。
（3）基本雪压：0.5kN/m2
（4）地震资料：设防烈度为7度，设计基本地震加速度为0.1g，设计地震为第一组。
（5）建筑等级：结构安全等级二级，耐火等级Ⅱ级。
（6）材料：混凝土强度等级上部结构采用C25，基础采用C20；梁柱及基础纵向受力钢筋采用HRB335级钢筋，其余钢筋均采用HPB235级钢筋，钢筋最大直径不超过25mm。
（7）教学楼楼面活载，查《建筑结构荷载规范》(GB 50009–2001)，确定楼面活载标准值为2 kN/m2；上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
1．3 承重方案选择
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，本教学楼框架的承重方案为横向框架承重方案。
1．4 结构布置
第二章 确定计算简图
2.1 框架梁截面尺寸
1．主梁高 h=(1/12～1/8)l ， b = (1/2～1/3)h
横向：AB、CD跨：l=7500mm。h=625～937.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
BC跨： l=3000mm。h=250～375mm，取h=400mm ，b =300mm。
纵向：l=8100mm。h=675～1012.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
（3）次梁： h=(1/18～1/15)l
h=500 mm b=250 mm
2.2 框架柱截面尺寸
本工程为现浇钢筋混凝土结构，7度设防，高度<30m，抗震等级为二级，取底层柱估算柱尺寸，根据经验荷载为14kN/m2：
中柱负荷面积（3/2+7.5/2）×8.1=42.525m2。
竖向荷载产生的轴力估计值：NV=14×42.525×3=1786.05 kN。
轴力增大系数，中柱1.1，边柱1.2，N=1.1×1786.05=1964.66kN。
Ac≥N/uNfc=1964.66×103/(0.8×11.9)=206371.32mm2。
为安全起见，取柱截面尺寸为500mm×500mm。
2.3 框架结构计算简图
第三章 荷载代表值
3.1荷载统计
一、屋面（上人）（苏J01-2005 21+A/7）
（1）恒荷载
25厚1：2.5水泥砂浆保护层，表面抹光压平： 0.025×25=0.63kN/m2
隔离层：（SBS改性沥青柔性卷）： 0.4kN/m2
高分子卷材（一层）： 0.05 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆找平层： 0.02×20=0.4kN/m2
120厚钢筋混凝土屋面板： 0.12×25=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
合计： 5.93kN/m2
（2）活荷载和雪荷载
上人屋面均布活荷载： 2.0kN/m2
（基本雪压0.5KN/m2）
合计： 2.0 KN/m2
二、楼面（苏J01-2005 5/3）
（1）恒荷载
1.15厚1:2白水泥白石子（或掺有色石子）磨光打蜡0.27 KN/m2
2.刷素水泥浆结合层一道
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 25×0.12=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
楼面恒载: 4.01kN/m2
（2）活荷载
楼面均布活荷载： 2.0kN/m2
走廊： 2.5kN/m2
三、内墙面（苏J01-2005 9/5）
刷乳胶漆
5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面 0.005×12=0.06kN/m2
12厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打抵 0.012×17=0.204kN/m2
刷界面处理剂一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计： 1.594kN/m2
四、外墙面（苏J01-2005 22/6）
外墙涂料饰面
聚合物砂浆
保温材料
3厚专用胶粘剂
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.020×20=0.4kN/m2
12厚1:3水泥砂浆打底扫毛 0.012×20=0.24kN/m2
刷界面剂处理一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计 1.97kN/m2
表3-1 2-3层墙重
表3-2 底层墙重
五、主梁荷载
纵轴梁： 0.7×0.3×25=5.25kN/m
横轴梁： AB，CD跨自重0.7 ×0.3×25=5.25kN/m
粉刷2×（0.7-0.12）×0.02×17=0.39kN/m
5.64kN/m
BC跨自重 0.3 ×0.4×25=3kN/m
粉刷 2×（0.4-0.12）×0.02×17=0.19kN/m
3.19kN/m
次梁荷载
自重0.5 ×0.25×25=3.125kN/m
粉刷2×（0.5-0.12）×0.02×17=0.129kN/m
3.254kN/m
六、柱荷载
2-3层 0.5×0.5×3.6×25=22.5kN
底层 0.5×0.5×4.55×25=28.44kN
七、梁自重
纵梁自重 5.25×54.44×4=1143.24kN
横向AB,CD 5.25×7.5×2×7=551.25 kN
BC 3×3×7=63 kN
八、柱自重
2-3层每层柱重 22.5×32=720kN
底层 28.44×32=910.1kN
九、活荷载统计
上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
楼面，卫生间活荷载标准值 2.0 kN/m2
走廊，楼梯 2.5 kN/m2
屋面雪荷载 Sk=us0=1.0×0.5=0.5 kN/m2
3.2 荷载作用计算
一、屋面荷载
1.屋面恒荷载： 5.93kN/m2
梁自重 AB,CD跨： 5.64kN/m
BC跨： 3.19kN/m
作用在顶层框架梁上的线荷载标准值为；
梁自重 g5AB1=g5CD1=5.64kN/m g5BC1=3.19kN/m
板传来的荷载g5AB2= g5CD2=5.93×8.1=48.0kN/m
g5BC2=3.19×3=9.57kN/m
2.活载
作用在顶层框架梁上的线活载标准值为；
g5AB= g5CD=2×8.1=16.2kN/m
g5BC=2×3=6kN/m
二、楼面荷载
1.楼面荷载标准值： 4.01kN/m2
边跨（AB,CD）框架自重：5.64kN/m
中跨（BC） 3.19kN/m
梁自重 gAB1= gCD1=5.6kN/m gBC1=3.19kN/m
板传来荷载 gAB2= gCD2=4.01×8.1=32.48kN/m
gBC2=4.01×3=12.03kN/m
2.活载 gAB= gCD=2×8.1=16.2kN/m
gBC=2.5×3=7.5kN/m
三、屋面框架节点集中荷载标准值；
1.恒载
边跨连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.12）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
顶层边节点集中荷载 G5A=G5D=142.99kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面板自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×5.93=58.71kN
顶层中节点荷载 G5B=G5C=201.67kN
2.活载
Q5A=Q5D=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81 kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2=52.61kN
四、楼面框架节点集中荷载标准值
1.恒载
边梁连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面荷载 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
纵向梁上填充墙 8.1×3.264=26.44kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层边节点集中荷载 160.43kN 底层166.37kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×4.01=48.72kN
内纵向梁上填充墙 8.1×5.101=41.32kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层中节点集中荷载 224.03kN 底层229.97kN
2.活载
QA=QD=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2.5=57.56kN
图3-1 恒载作用下计算简图
图3-2 活载作用下计算简图
3.3 地震作用下荷载计算
1.建筑物总重力荷载代表值Gi的计算
a.集中于屋盖处的质点重力荷载代表值G 3
50%雪载： 0.5×0.5×18×54.44 = 244.8kN
屋面恒载： 5.93×18×54.44 = 5810.93kN
横梁： （5.64×7.5×2+3.19×3）×7= 659.19kN
纵梁： 5.25×54.44×4=1143.24kN
柱重： 0.5×32×22.5= 360kN
墙自身重（各层一半） 641.58／2=320.79kN
G 3=8538.91kN
b.集中于楼面处的质点重力荷载代表值G 2
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48 kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58kN
柱重（上下各半层）： 720kN
G 2-4=8114.24kN
c.集中于底层楼面处的质点重力荷载代表值G 1
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58/2+886.72 /2=764.15kN
柱重（上下各半层）： 720/2+910.1/2=815.05kN
G 1=8331.86kN
结构等效总重力荷载：
图3-4 各质点的重力荷载代表值
2.地震作用计算：
（1）框架柱的抗侧移刚度
在计算梁、柱线刚度时，应考虑楼盖对框架梁的影响，在现浇楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取 I = 2I0；边框架梁取 I = 1.5I0；在装配整体式楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取I = 1.5I0；边框架梁取I = 1.2I0，I0为框架梁按矩形截面计算的截面惯性矩。
表3-4 横梁、柱线刚度
每层框架柱总的抗侧移刚度见表3-5：
表3-5 框架柱横向侧移刚度D值
ic:梁的线刚度，iz：柱的线刚度。
底层： ∑D = 11.37×4+12.76×4+12.36×10+13.96×10=359.72
kN/mm
二～三层：∑D = 4×（14.87+18.89）+（17.68+21.7）×10= 528.84kN/mm
（2）框架自振周期的计算
表3-6 框架顶点假想水平位移Δ计算表
：（考虑结构非承重砖墙影响的折减系数，对于框架取0.6）
则自振周期为：
（3）地震作用计算
根据本工程设防烈度7、Ⅱ类场地土，设计地震分组为第一组，查《抗震规范》特征周期Tg = 0.35 sec，αmax = 0.08
由于Tg = T1
结构等效总重力荷载：
因为T1<1.4Tg
所以无需在此结构顶部附加集中水平地震作用。
各楼层的地震作用和地震剪力标准值由表3-7计算列出。
表3-7 楼层地震作用和地震剪力标准值计算表
（4）多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
第四章 框架内力计算
4.1 恒载作用下的框架内力
1.弯矩分配系数
计算弯矩分配系数
顶层：
节点A3
节点B3
节点A2
节点B2
底层：
节点A1
节点B1
2.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-1均布等效荷载（单位：kN/m）
3.固端弯矩
顶层边跨 M5AB=1/12×23.68×7.52=102.3 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×9.08×32=6.8 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×23.38×7.52=101 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×9.08×32=5.52 kN.m
4.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=45.3×0.125=5.66kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－58.01×0.125=－7.25kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=48.83×0.125=6.10kN.m
楼层中纵梁 MB1=－MC1=－63.14×0.125=－7.89kN.m
5.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－102.3+5.66=－96.64kN.m
MB5=－MC5=102.3－6.8－7.25=88.25kN.m
楼层：MA=－MD=－101+6.10=－94.9kN.m
MB=－MC=101－5.52－7.89=87.59kN.m
6.恒荷载作用下弯矩二次分配
7.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-2 AB跨梁端剪力（kN）
注：l=7.5m a=4.05m
表4-3 BC跨梁端剪力（kN）
表4-4 AB跨跨中弯矩（kN.m）
注：l=7.5m a=4.05m
表4-5 BC跨跨中弯矩（kN.m）
表4-6 柱轴力（kN）
8.内力图
图4.3 恒载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4.4 恒载作用下横向框架剪力图（kN）
图4.5 恒载作用下横向框架轴力图（kN）
4.2 活载作用下的框架内力
1.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-7均布等效荷载（单位：kN/m）
2.固端弯矩
顶层边跨 M5AB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×4.25×32=2.05 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×4.25×32=2.58 kN.m
3.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=32.81×0.125=1.27kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－52.61×0.125=－2.33kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=32.81×0.125=1.27kN.m
楼层中纵梁 MB1=-MC1=-（2×0.5×8.1×0.5×8.1+2.5×（8.1-2.7+8.1）×3×0.5×0.5）×0.125=－2.78kN.m
4.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB5=－MC5=32.49－2.33－2.05=28.11kN.m
楼层：MA=－MD=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB=－MC=32.49－2.58－2.78=27.13kN.m
1. 活荷载作用下弯矩二次分配
图4.6 活载作用下横向框架弯矩的二次分配（KN·m）
6.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-8 满跨活载作用下AB跨梁端剪力
注：l=7.5m a=4.05m
表4-9 满跨活载作用下BC跨梁端剪力
表4-10 满跨活载作用下AB跨跨中弯矩
注：l=7.5m a=4.05m
表4-11 满跨活载作用下BC跨跨中弯矩
表4-12 满跨活载作用下柱轴力 (kN)
图4.7 活载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4-8 活载作用下横向框架剪力图 （kN）
图4-9 活载作用下横向框架轴力图 （kN）
4.3地震作用下横向框架的内力计算
多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
满足要求
表4-23 各层柱反弯点位置
2.确定各层中各柱分配到的剪力、柱端弯矩。
Vij=DijVi/∑Dij （4-10）
Mbij=Vijxyh （4-11）
Muij=Vij（1-y）h （4-12）
表4-24 地震作用下框架柱剪力及柱端弯矩
3.梁端弯矩，剪力，轴力计算
Mlb=ilb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-13）
Mrb=irb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-14）
Vb=（Mlb+ Mrb）/l （4-15）
Ni=∑（Vlb- Vrb）k （4-16）
具体计算过程见下表：
表4-25 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
图4-18 地震作用下弯矩图
V N
图4-19 地震作用下框架剪力及柱轴力（kN）
第五章 框架内力组合
5.1 弯矩调幅
1、 弯矩调幅，取β = 0.9进行调幅，调幅计算过程见下表。
(5-1)
(5-2)
(5-3)
表5-1 弯矩调幅计算
一般组合采用三种组合形式即可：
①可变荷载效应控制时：
②永久荷载效应控制时，
5.2横向框架梁内力组合
表5-2 横向框架梁内力组合（一般组合）
表5-3 横向框架梁内力组合（考虑地震组合）
2.1 框架梁截面尺寸
1．主梁高 h=(1/12～1/8)l ， b = (1/2～1/3)h
横向：AB、CD跨：l=7500mm。h=625～937.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
BC跨： l=3000mm。h=250～375mm，取h=400mm ，b =300mm。
纵向：l=8100mm。h=675～1012.5mm，取h=700mm ，b =300mm。
（3）次梁： h=(1/18～1/15)l
h=500 mm b=250 mm
2.2 框架柱截面尺寸
本工程为现浇钢筋混凝土结构，7度设防，高度<30m，抗震等级为二级，取底层柱估算柱尺寸，根据经验荷载为14kN/m2：
中柱负荷面积（3/2+7.5/2）×8.1=42.525m2。
竖向荷载产生的轴力估计值：NV=14×42.525×3=1786.05 kN。
轴力增大系数，中柱1.1，边柱1.2，N=1.1×1786.05=1964.66kN。
Ac≥N/uNfc=1964.66×103/(0.8×11.9)=206371.32mm2。
为安全起见，取柱截面尺寸为500mm×500mm。
2.3 框架结构计算简图
第三章 荷载代表值
3.1荷载统计
一、屋面（上人）（苏J01-2005 21+A/7）
（1）恒荷载
25厚1：2.5水泥砂浆保护层，表面抹光压平： 0.025×25=0.63kN/m2
隔离层：（SBS改性沥青柔性卷）： 0.4kN/m2
高分子卷材（一层）： 0.05 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆找平层： 0.02×20=0.4kN/m2
120厚钢筋混凝土屋面板： 0.12×25=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
合计： 5.93kN/m2
（2）活荷载和雪荷载
上人屋面均布活荷载： 2.0kN/m2
（基本雪压0.5KN/m2）
合计： 2.0 KN/m2
二、楼面（苏J01-2005 5/3）
（1）恒荷载
1.15厚1:2白水泥白石子（或掺有色石子）磨光打蜡0.27 KN/m2
2.刷素水泥浆结合层一道
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 25×0.12=3.0kN/m2
20厚天棚石灰砂浆抹灰： 0.02×17=0.34kN/m2
楼面恒载: 4.01kN/m2
（2）活荷载
楼面均布活荷载： 2.0kN/m2
走廊： 2.5kN/m2
三、内墙面（苏J01-2005 9/5）
刷乳胶漆
5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面 0.005×12=0.06kN/m2
12厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打抵 0.012×17=0.204kN/m2
刷界面处理剂一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计： 1.594kN/m2
四、外墙面（苏J01-2005 22/6）
外墙涂料饰面
聚合物砂浆
保温材料
3厚专用胶粘剂
20厚1:3水泥砂浆找平层 0.020×20=0.4kN/m2
12厚1:3水泥砂浆打底扫毛 0.012×20=0.24kN/m2
刷界面剂处理一道
粉煤灰轻渣空心砌块 7×0.19=1.33kN/m2
合计 1.97kN/m2
表3-1 2-3层墙重
| 位置 | 墙重kN/m2 | 梁高m | 钢框玻璃窗kN/m2 | 窗高m | 层高m | 均布墙重kN/m | 跨度m | 自重kN | 总重kN |
| 外纵墙 | 1.97 | 0.4 | 0.45 | 2 | 3.6 | 3.264 | 54.44 | 177.69 | 641.58 |
| 内纵墙 | 1.594 | 0.4 | 3.6 | 5.101 | 54.44 | 277.7 | |||
| 外横墙 | 1.97 | 0.7 | 3.6 | 5.713 | 18 | 102.83 | |||
| 内横墙 | 1.594 | 0.7 | 3.6 | 4.631 | 18 | 83.36 |
表3-2 底层墙重
| 位置 | 墙重kN/m2 | 梁高m | 钢框玻璃窗kN/m2 | 窗高m | 层高m | 均布墙重kN/m | 跨度m | 自重kN | 总重kN |
| 外纵墙 | 1.97 | 0.4 | 0.45 | 2.0 | 4.55 | 5.136 | 54.44 | 279.6 | 886.72 |
| 内纵墙 | 1.594 | 0.4 | 4.55 | 6.615 | 54.44 | 360.12 | |||
| 外横墙 | 1.97 | 0.7 | 4.55 | 7.585 | 18 | 136.53 | |||
| 内横墙 | 1.594 | 0.7 | 4.55 | 6.137 | 18 | 110.47 |
纵轴梁： 0.7×0.3×25=5.25kN/m
横轴梁： AB，CD跨自重0.7 ×0.3×25=5.25kN/m
粉刷2×（0.7-0.12）×0.02×17=0.39kN/m
5.64kN/m
BC跨自重 0.3 ×0.4×25=3kN/m
粉刷 2×（0.4-0.12）×0.02×17=0.19kN/m
3.19kN/m
次梁荷载
自重0.5 ×0.25×25=3.125kN/m
粉刷2×（0.5-0.12）×0.02×17=0.129kN/m
3.254kN/m
六、柱荷载
2-3层 0.5×0.5×3.6×25=22.5kN
底层 0.5×0.5×4.55×25=28.44kN
七、梁自重
纵梁自重 5.25×54.44×4=1143.24kN
横向AB,CD 5.25×7.5×2×7=551.25 kN
BC 3×3×7=63 kN
八、柱自重
2-3层每层柱重 22.5×32=720kN
底层 28.44×32=910.1kN
九、活荷载统计
上人屋面活荷载标准值 2.0 kN/m2
楼面，卫生间活荷载标准值 2.0 kN/m2
走廊，楼梯 2.5 kN/m2
屋面雪荷载 Sk=us0=1.0×0.5=0.5 kN/m2
3.2 荷载作用计算
一、屋面荷载
1.屋面恒荷载： 5.93kN/m2
梁自重 AB,CD跨： 5.64kN/m
BC跨： 3.19kN/m
作用在顶层框架梁上的线荷载标准值为；
梁自重 g5AB1=g5CD1=5.64kN/m g5BC1=3.19kN/m
板传来的荷载g5AB2= g5CD2=5.93×8.1=48.0kN/m
g5BC2=3.19×3=9.57kN/m
2.活载
作用在顶层框架梁上的线活载标准值为；
g5AB= g5CD=2×8.1=16.2kN/m
g5BC=2×3=6kN/m
二、楼面荷载
1.楼面荷载标准值： 4.01kN/m2
边跨（AB,CD）框架自重：5.64kN/m
中跨（BC） 3.19kN/m
梁自重 gAB1= gCD1=5.6kN/m gBC1=3.19kN/m
板传来荷载 gAB2= gCD2=4.01×8.1=32.48kN/m
gBC2=4.01×3=12.03kN/m
2.活载 gAB= gCD=2×8.1=16.2kN/m
gBC=2.5×3=7.5kN/m
三、屋面框架节点集中荷载标准值；
1.恒载
边跨连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.12）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
顶层边节点集中荷载 G5A=G5D=142.99kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来屋面板自重 0.5×8.1×0.5×8.1×5.93=97.27kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×5.93=58.71kN
顶层中节点荷载 G5B=G5C=201.67kN
2.活载
Q5A=Q5D=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81 kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2=52.61kN
四、楼面框架节点集中荷载标准值
1.恒载
边梁连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面荷载 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
纵向梁上填充墙 8.1×3.264=26.44kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层边节点集中荷载 160.43kN 底层166.37kN
中柱连系梁自重 0.7×0.3×8.1×25=42.53kN
粉刷 2×（0.7-0.1）×0.02×8.1×17=3.19kN
连系梁传来楼面自重 0.5×8.1×0.5×8.1×4.01=65.77kN
0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×4.01=48.72kN
内纵向梁上填充墙 8.1×5.101=41.32kN
柱自重 22.5kN 28.44kN
中间层中节点集中荷载 224.03kN 底层229.97kN
2.活载
QA=QD=0.5×8.1×0.5×8.1×2=32.81kN
Q5B=Q5C=32.81+0.5×（8.1+8.1-3）×3/2×2.5=57.56kN
图3-1 恒载作用下计算简图
图3-2 活载作用下计算简图
3.3 地震作用下荷载计算
1.建筑物总重力荷载代表值Gi的计算
a.集中于屋盖处的质点重力荷载代表值G 3
50%雪载： 0.5×0.5×18×54.44 = 244.8kN
屋面恒载： 5.93×18×54.44 = 5810.93kN
横梁： （5.64×7.5×2+3.19×3）×7= 659.19kN
纵梁： 5.25×54.44×4=1143.24kN
柱重： 0.5×32×22.5= 360kN
墙自身重（各层一半） 641.58／2=320.79kN
G 3=8538.91kN
b.集中于楼面处的质点重力荷载代表值G 2
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48 kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58kN
柱重（上下各半层）： 720kN
G 2-4=8114.24kN
c.集中于底层楼面处的质点重力荷载代表值G 1
50%楼面活荷载： 0.5×（2×7.5×54.44×2+2.5×3×54.44） = 1020.75kN
楼面恒载： 4.01×18×54.44= 3929.48kN
梁自重： 1802.43kN
墙自重（上下各半层）： 641.58/2+886.72 /2=764.15kN
柱重（上下各半层）： 720/2+910.1/2=815.05kN
G 1=8331.86kN
结构等效总重力荷载：
图3-4 各质点的重力荷载代表值
2.地震作用计算：
（1）框架柱的抗侧移刚度
在计算梁、柱线刚度时，应考虑楼盖对框架梁的影响，在现浇楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取 I = 2I0；边框架梁取 I = 1.5I0；在装配整体式楼盖中，中框架梁的抗弯惯性矩取I = 1.5I0；边框架梁取I = 1.2I0，I0为框架梁按矩形截面计算的截面惯性矩。
表3-4 横梁、柱线刚度
| 杆件 | 截面尺寸 |
Ec (kN/mm2) |
I0 (mm4) |
I (mm4) |
L (mm) |
(kN﹒mm) |
相对刚度 | |
|
B (mm) |
H (mm) |
|||||||
| 边框架梁 | 300 | 700 | 30 | 8.58×109 | 12.87×109 | 7500 | 5.15×107 | 1 |
| 边框架梁 | 300 | 400 | 30 | 1.6×109 | 2.4×109 | 3000 | 2.4×107 | 0.466 |
| 中框架梁 | 300 | 700 | 30 | 8.58×109 | 17.16×109 | 7500 | 6.86×107 | 1.332 |
| 中框架梁 | 300 | 400 | 30 | 1.6×109 | 3.2×109 | 3000 | 3.2×107 | 0.621 |
| 底层框架柱 | 500 | 500 | 30 | 5.21×109 | 5.21×109 | 4550 | 3.44×107 | 0.668 |
| 中层框架柱 | 500 | 500 | 30 | 5.21×109 | 5.21×109 | 3600 | 4.34×107 | 0.843 |
表3-5 框架柱横向侧移刚度D值
| 项目 |
|
根数 | |||
| 层 | 柱类型及截面 | ||||
| 二至三层 | 边框架边柱(500×500) | 1.19 | 0.37 | 14.87 | 4 |
| 边框架中柱(500×500) | 1.74 | 0.47 | 18.89 | 4 | |
| 中框架边柱(500×500) | 1.58 | 0.44 | 17.68 | 10 | |
| 中框架中柱(500×500) | 2.32 | 0.54 | 21.7 | 10 | |
| 底层 | 边框架边柱(500×500) | 1.5 | 0.57 | 11.37 | 4 |
| 边框架中柱(500×500) | 2.19 | 0.64 | 12.76 | 4 | |
| 中框架边柱(500×500) | 1.99 | 0.62 | 12.36 | 10 | |
| 中框架中柱(500×500) | 2.92 | 0.7 | 13.96 | 10 | |
底层： ∑D = 11.37×4+12.76×4+12.36×10+13.96×10=359.72
kN/mm
二～三层：∑D = 4×（14.87+18.89）+（17.68+21.7）×10= 528.84kN/mm
（2）框架自振周期的计算
表3-6 框架顶点假想水平位移Δ计算表
| 层 | Gi(kN) | ∑Gi(kN) | ∑D(kN/mm) | δ=∑Gi/∑D | 总位移Δ(mm) |
| 3 | 8538.91 | 8538.91 | 528.84 | 16.15 | 117.1 |
| 2 | 8114.24 | 16653.15 | 528.84 | 31.49 | 100.96 |
| 1 | 8331.86 | 24985.01 | 359.72 | 69.46 | 69.46 |
则自振周期为：
（3）地震作用计算
根据本工程设防烈度7、Ⅱ类场地土，设计地震分组为第一组，查《抗震规范》特征周期Tg = 0.35 sec，αmax = 0.08
由于Tg = T1
结构等效总重力荷载：
因为T1<1.4Tg
所以无需在此结构顶部附加集中水平地震作用。
各楼层的地震作用和地震剪力标准值由表3-7计算列出。
表3-7 楼层地震作用和地震剪力标准值计算表
| 层 | Hi(m) | Gi(kN) | GiHi | Fi=GiHiFEk/（∑GkHk） | 楼层剪力Vi(kN) |
| 3 | 11.75 | 8538.91 | 100332.19 | 834.07 | 834.07 |
| 2 | 8.15 | 8114.24 | 66131.06 | 549.76 | 1383.83 |
| 1 | 4.55 | 8331.86 | 37909.96 | 315.15 | 1698.98 |
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 （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
| 楼层 | hi (mm) | Vi (kN) |
∑Di (kN/mm) |
(Δue) (mm) |
ui （mm） |
[ ] | |
| 三 | 3600 | 834.07 | 359.72 | 2.32 | 9.38 | 0.00064 |
1/550= 0.00182 |
| 二 | 3600 | 1383.83 | 359.72 | 3.85 | 7.06 | 0.00107 | |
| 一 | 4550 | 1698.98 | 528.84 | 3.21 | 3.21 | 0.00071 |
第四章 框架内力计算
4.1 恒载作用下的框架内力
1.弯矩分配系数
计算弯矩分配系数
顶层：
节点A3
节点B3
节点A2
节点B2
底层：
节点A1
节点B1
2.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-1均布等效荷载（单位：kN/m）
| 位置 | AB梁 | BC梁 | CD梁 |
| 3 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
| 2 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
| 1 | 23.38 | 9.08 | 23.38 |
顶层边跨 M5AB=1/12×23.68×7.52=102.3 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×9.08×32=6.8 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×23.38×7.52=101 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×9.08×32=5.52 kN.m
4.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=45.3×0.125=5.66kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－58.01×0.125=－7.25kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=48.83×0.125=6.10kN.m
楼层中纵梁 MB1=－MC1=－63.14×0.125=－7.89kN.m
5.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－102.3+5.66=－96.64kN.m
MB5=－MC5=102.3－6.8－7.25=88.25kN.m
楼层：MA=－MD=－101+6.10=－94.9kN.m
MB=－MC=101－5.52－7.89=87.59kN.m
6.恒荷载作用下弯矩二次分配
7.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-2 AB跨梁端剪力（kN）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来作用) |
gl/2 |
u=(l-a) *q/2 |
MAB (kN.m) |
MBA (kN.m) |
∑Mik/l |
V1/A=gl/2 +u-∑Mik/l |
VB=-(gl/2 +u+∑Mik/l) |
| 3 | 5.64 | 48.03 | 32.76 | 42.32 | -87.28 | 92.68 | 0.75 | 74.33 | -75.83 |
| 2 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -87.78 | 92.94 | 0.72 | 74.36 | -75.8 |
| 1 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -79.6 | 88.2 | 1.19 | 73.89 | -76.27 |
表4-3 BC跨梁端剪力（kN）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
l(m) | gl/2 | l*q/4 | VB=gl/2+l*q/4 | VC=-(gl/2+l*q/4) |
| 3 | 3.19 | 9.57 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
| 2 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
| 1 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | 10.54 | -10.54 |
表4-4 AB跨跨中弯矩（kN.m）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来作用) |
gl/2 |
u=(l-a) *q/2 |
MAB (kN.m) |
∑Mik/l |
V1/A=gl/2 +u-∑Mik/l |
M=gl/2*l/4+u*1.05 -MAB- V1/A*l/2 |
| 3 | 5.64 | 48.03 | 32.76 | 42.32 | -87.28 | 0.75 | 74.33 | -76.9 |
| 2 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -87.78 | 0.72 | 74.36 | -76.51 |
| 1 | 5.64 | 32.48 | 32.76 | 42.32 | -79.6 | 1.19 | 73.89 | -83 |
表4-5 BC跨跨中弯矩（kN.m）
| 层 |
g(kN/m) (自重作用) |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
l(m) | gl/2 | l*q/4 |
MBC (kN.m) |
VB=gl/2 +l*q/4 |
M=gl/2*l/4+ql/4*l/6 -MBc- VB*l/2 |
| 3 | 3.19 | 9.57 | 3 | 3.65 | 6.89 | -13.82 | 10.54 | 5.16 |
| 2 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | -13.65 | 10.54 | 4.99 |
| 1 | 3.19 | 12.03 | 3 | 3.65 | 6.89 | -17.22 | 10.54 | 8.56 |
表4-6 柱轴力（kN）
| 层 | 边柱A轴、D轴 | 中柱B轴、C轴 | |||||||
| 横梁端部压力 | 纵梁端部压力 | 柱重 | 柱轴力 | 横梁端部压力 | 纵梁端部压力 | 柱重 | 柱轴力 | ||
| 3 | 柱顶 | 66.03 | 48.83 | 22.5 | 369.91 | 90.72+10.54=101.26 | 63.14 | 22.5 | 503.87 |
| 柱底 | 392.41 | 526.37 | |||||||
| 2 | 柱顶 | 66.03 | 48.83 | 22.5 | 507.27 | 90.72+10.54=101.26 | 63.14 | 22.5 | 690.77 |
| 柱底 | 529.77 | 713.27 | |||||||
| 1 | 柱顶 | 73.84 | 48.83 | 28.44 | 652.44 | 98.53+10.54=109.07 | 63.14 | 28.44 | 885.45 |
| 柱底 | 682.75 | 915.79 | |||||||
8.内力图
图4.3 恒载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4.4 恒载作用下横向框架剪力图（kN）
图4.5 恒载作用下横向框架轴力图（kN）
4.2 活载作用下的框架内力
1.均布等效荷载
顶层边跨
顶层中跨
中间层边跨
中间层中跨
表4-7均布等效荷载（单位：kN/m）
| 位置 | AB梁 | BC梁 | CD梁 |
| 3 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
| 2 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
| 1 | 7.52 | 4.25 | 7.52 |
顶层边跨 M5AB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
顶层中跨 M5BC=1/12×4.25×32=2.05 kN.m
中间层边跨 MAB=1/12×7.52×7.52=32.49 kN.m
中间层中跨 MBC=1/12×4.25×32=2.58 kN.m
3.纵梁引起柱端附加弯矩
边框架纵梁偏向外侧，中框架纵梁偏向内侧
顶层外纵梁 MA5=－MD5=32.81×0.125=1.27kN.m (逆时针为正)
顶层中纵梁 MB5=－MC5=－52.61×0.125=－2.33kN.m
楼层外纵梁 MA1=－MD1=32.81×0.125=1.27kN.m
楼层中纵梁 MB1=-MC1=-（2×0.5×8.1×0.5×8.1+2.5×（8.1-2.7+8.1）×3×0.5×0.5）×0.125=－2.78kN.m
4.节点不平衡弯矩
横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起柱端横向附加弯矩之和，根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正。
顶层：MA5=－MD5=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB5=－MC5=32.49－2.33－2.05=28.11kN.m
楼层：MA=－MD=－32.49+1.27=－31.22kN.m
MB=－MC=32.49－2.58－2.78=27.13kN.m
1. 活荷载作用下弯矩二次分配
图4.6 活载作用下横向框架弯矩的二次分配（KN·m）
6.恒荷载作用下梁端剪力和柱轴力计算
表4-8 满跨活载作用下AB跨梁端剪力
| 层 | q(kN/m) | u=(l-a)*q/2 | MAB(kN.m) | MBA(kN.m) | ∑Mik/l | V1/A=u-∑Mik/l | VB=-(u+∑Mik/l) |
| 3 | 16.2 | 22.28 | -27.82 | 30.14 | 0.32 | 21.96 | -22.6 |
| 2 | 16.2 | 22.28 | -27.99 | 30.21 | 0.31 | 21.97 | -22.59 |
| 1 | 16.2 | 22.28 | -25.29 | 28.78 | 0.48 | 21.8 | -22.76 |
表4-9 满跨活载作用下BC跨梁端剪力
| 层 | q(kN/m) | l(m) | ql/4(kN) | VB= ql/4 (kN) | VC=-ql/4 (kN) |
| 3 | 6 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
| 2 | 7.5 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
| 1 | 7.5 | 3 | 4.59 | 4.59 | -4.59 |
表4-10 满跨活载作用下AB跨跨中弯矩
| 层 |
q(kN/m) (板传来荷载作用) |
u=(l-a)*q/2 |
MAB (kN.m) |
∑Mik/l | V1/A=u-∑Mik/l | M=u*1.05-MAB- V1/A*l/2 |
| 3 | 16.2 | 22.28 | -27.82 | 0.32 | 21.96 | -27.82 |
| 2 | 16.2 | 22.28 | -27.99 | 0.31 | 21.97 | -27.71 |
| 1 | 16.2 | 22.28 | -25.29 | 0.48 | 21.8 | -29.8 |
表4-11 满跨活载作用下BC跨跨中弯矩
| 层 | q(kN/m) | l(m) | ql/4(kN) |
MBC (kN.m) |
VB= ql/4 (kN) |
M= ql/4*l/6 -MBc- VB*l/2 |
| 3 | 6 | 3 | 4.59 | -5.21 | 4.59 | 1.08 |
| 2 | 7.5 | 3 | 4.59 | -5.16 | 4.59 | 1.03 |
| 1 | 7.5 | 3 | 4.59 | -6.27 | 4.59 | 2.14 |
表4-12 满跨活载作用下柱轴力 (kN)
| 层 | 边柱（A轴） | 中柱（B轴） | ||||
|
横 梁 端部剪力 |
纵 梁 端部剪力 |
柱轴力 |
横 梁 端部剪力 |
纵 梁 端部剪力 |
柱轴力 | |
| 3 | 21.96 | 10.13 | 95.96 | 22.6+4.59=27.19 | 22.22 | 143.95 |
| 2 | 21.97 | 10.13 | 128.06 | 22.59+4.59=27.18 | 22.22 | 193.35 |
| 1 | 21.8 | 10.13 | 159.99 | 22.76+4.59=27.35 | 22.22 | 242.92 |
图4.7 活载作用下横向框架弯矩图（kN·m）
图4-8 活载作用下横向框架剪力图 （kN）
图4-9 活载作用下横向框架轴力图 （kN）
4.3地震作用下横向框架的内力计算
多遇水平地震作用下位移验算
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 ij （3-1）
u i=∑（△u）k （3-2）
各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《建筑抗震设计规范》，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。
计算过程如表3-8所示：
表3-8 横向水平地震作用下的位移验算
| 楼层 | hi (mm) | Vi (kN) |
∑Di (kN/mm) |
(Δue) (mm) |
ui （mm） |
[ ] | |
| 三 | 3600 | 834.07 | 359.72 | 2.32 | 9.38 | 0.00064 |
1/550= 0.00182 |
| 二 | 3600 | 1383.83 | 359.72 | 3.85 | 7.06 | 0.00107 | |
| 一 | 4550 | 1698.98 | 528.84 | 3.21 | 3.21 | 0.00071 |
表4-23 各层柱反弯点位置
| 层 次 | 柱别 | K | y0 | α2 | y2 | α3 | y3 | y |
| 3 | 边柱 | 1.58 | 0.45 | 1 | 0 | 1 | 0 | 0.45 |
| 中柱 | 2.32 | 0.49 | 1 | 0 | 1 | 0 | 0.49 | |
| 2 | 边柱 | 1.58 | 0.5 | 1 | 0 | 1.35 | 0 | 0.5 |
| 中柱 | 2.32 | 0.5 | 1 | 0 | 1.35 | 0 | 0.5 | |
| 1 | 边柱 | 1.99 | 0.65 | 0.74 | 0 | \ | \ | 0.65 |
| 中柱 | 2.92 | 0.58 | 0.74 | 0 | \ | \ | 0.58 |
Vij=DijVi/∑Dij （4-10）
Mbij=Vijxyh （4-11）
Muij=Vij（1-y）h （4-12）
表4-24 地震作用下框架柱剪力及柱端弯矩
| 层 | h(m) | Vi(kN) | ΣD | 柱别 | Di | Vik | y | M下 | M上 |
| 3 | 3.6 | 834.07 | 359.72 | 边柱 | 13.66 | 28.61 | 0.45 | -46.35 | -56.65 |
| 中柱 | 18.49 | 38.73 | 0.49 | -68.32 | -71.11 | ||||
| 2 | 3.6 | 1383.83 |
359.72 |
边柱 | 13.66 | 33.83 | 0.5 | -60.89 | -60.89 |
| 中柱 | 18.49 | 45.79 | 0.5 | -82.42 | -82.42 | ||||
| 1 | 4.55 | 1698.98 | 528.84 | 边柱 | 9.2 | 39.8 | 0.65 | -125.47 | -67.56 |
| 中柱 | 10.68 | 46.2 | 0.58 | -129.96 | -94.11 |
3.梁端弯矩，剪力，轴力计算
Mlb=ilb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-13）
Mrb=irb（Mci+1，j+Mci，j）/（ilb+irb） （4-14）
Vb=（Mlb+ Mrb）/l （4-15）
Ni=∑（Vlb- Vrb）k （4-16）
具体计算过程见下表：
表4-25 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
| 层次 | 边梁 | 走道梁 | 柱轴力 | |||||||
| Mlb | Mrb | l | Vb | Mlb | Mrb | l | Vb | 边柱N | 中柱N | |
| 3 | 87.15 | 69.56 | 7.5 | 21.77 | 46.96 | 46.96 | 3 | 34.79 | -43.31 | -25.46 |
| 2 | 107.24 | 89.99 | 7.5 | 27.39 | 60.75 | 60.75 | 3 | 45 | -70.7 | -43.07 |
| 1 | 128.45 | 105.39 | 7.5 | 32.48 | 71.14 | 71.14 | 3 | 52.7 | -103.18 | -63.29 |
图4-18 地震作用下弯矩图
V N
图4-19 地震作用下框架剪力及柱轴力（kN）
第五章 框架内力组合
5.1 弯矩调幅
1、 弯矩调幅，取β = 0.9进行调幅，调幅计算过程见下表。
(5-1)
(5-2)
(5-3)
表5-1 弯矩调幅计算
| 恒载 | 层次 | 跨向 | 梁弯矩标准值 |
调幅系数 β |
调幅后弯矩标准值 | ||||
| Ml0 | Mr0 | M中 | Ml | Mr | M | ||||
| 三层 | AB | -87.28 | -92.68 | 76.9 | 0.9 | -78.55 | -83.41 | 85.9 | |
| BC | -13.82 | -13.82 | -5.16 | 0.9 | -12.44 | -12.44 | -3.78 | ||
| 二层 | AB | -87.78 | -92.94 | 76.51 | 0.9 | -79 | -83.65 | 85.55 | |
| BC | -13.65 | -13.65 | -4.99 | 0.9 | -12.29 | -12.29 | -3.63 | ||
|
一 层 |
AB | -79.6 | -88.2 | 83 | 0.9 | -71.64 | 79.38 | 91.39 | |
| BC | -17.22 | -17.22 | -8.56 | 0.9 | -15.5 | -15.5 | -6.34 | ||
| 活载 | 三层 | AB | -27.82 | -30.14 | 27.82 | 0.9 | -25.04 | -27.13 | 30.72 |
| BC | -5.21 | -5.21 | -1.08 | 0.9 | -4.69 | -4.69 | -0.56 | ||
| 二层 | AB | -27.99 | -30.21 | 27.71 | 0.9 | -25.19 | -27.19 | 30.62 | |
| BC | -5.16 | -5.16 | -1.03 | 0.9 | -4.64 | -4.64 | -0.51 | ||
| 一层 | AB | -25.29 | -28.78 | 29.8 | 0.9 | -22.76 | -25.9 | 32.5 | |
| BC | -6.27 | -6.27 | -2.14 | 0.9 | -5.64 | -5.64 | -1.51 | ||
| BC | -2.58 | -2.58 | -0.51 | 0.9 | -2.32 | -2.32 | -0.25 | ||
| 一层 | AB | -12.66 | -14.33 | 14.92 | 0.9 | -11.39 | -13.43 | 16.27 | |
| BC | -3.15 | -3.15 | -1.08 | 0.9 | -2.84 | -2.84 | -0.77 |
一般组合采用三种组合形式即可：
①可变荷载效应控制时：
②永久荷载效应控制时，
5.2横向框架梁内力组合
表5-2 横向框架梁内力组合（一般组合）
| 杆件 | 跨向 | 截面 | 内力 | 恒载 | 活荷载 | 1.2恒+1.4活 | 1.35恒+活 | |
|
首 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -62.34 | -19.65 | -102.32 | -103.81 | |
| V | 71.13 | 21.59 | 115.58 | 117.62 | ||||
| 跨中 | M | 104.64 | 34.93 | 174.47 | 176.19 | |||
| 梁右端 | M | -75.88 | -24.12 | -124.82 | -126.56 | |||
| V | -75.31 | -22.97 | -122.53 | -124.64 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -21.71 | -6.88 | -35.68 | -36.19 | ||
| V | 12.83 | 3.65 | 20.51 | 20.97 | ||||
| 跨中 | M | -11.06 | -3.6 | -18.31 | -18.53 | |||
| 梁右端 | M | -21.71 | -6.88 | -35.68 | -36.19 | |||
| V | -12.83 | -3.65 | -20.51 | -20.97 | ||||
|
三 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -79 | -25.19 | -130.07 | -131.84 | |
| V | 74.36 | 21.97 | 119.99 | 122.36 | ||||
| 跨中 | M | 85.55 | 30.62 | 145.53 | 146.11 | |||
| 梁右端 | M | -83.65 | -27.19 | -138.45 | -140.11 | |||
| V | -75.8 | -22.59 | -122.59 | -124.92 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -12.29 | -4.64 | -21.24 | -21.23 | ||
| V | 10.54 | 4.59 | 19.07 | 18.82 | ||||
| 跨中 | M | -3.63 | -0.51 | 5.07 | -5.41 | |||
| 梁右端 | M | -12.29 | -4.64 | -21.24 | -21.23 | |||
| V | -10.54 | -4.59 | -19.07 | -18.82 | ||||
|
二 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -71.64 | -22.76 | -117.83 | -119.47 | |
| V | 73.89 | 21.8 | 119.19 | 121.55 | ||||
| 跨中 | M | 91.39 | 32.5 | 155.17 | 123.38 | |||
| 梁右端 | M | -79.38 | -25.9 | -131.52 | -133.06 | |||
| V | -76.27 | -22.76 | -123.39 | -125.72 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -15.5 | -5.64 | -26.5 | -26.57 | ||
| V | 10.54 | 4.59 | 19.07 | 18.82 | ||||
| 跨中 | M | -6.34 | -1.51 | -9.72 | -10.07 | |||
| 梁右端 | M | -15.5 | -5.64 | -26.5 | -26.57 | |||
| V | -10.54 | -4.59 | -19.07 | -18.82 |
表5-3 横向框架梁内力组合（考虑地震组合）
| 杆件 | 跨向 | 截面 | 内力 | 内力组合 | |||||
| 恒载 | 地震作用 | 1.2[恒+0.5(雪＋活)]+1.3地震作用 | |||||||
| 向左 | 向右 | 向左 | 向右 | ||||||
|
首 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -62.34 | 26.91 | -26.91 | -44.13 | -114.1 | |
| V | 71.13 | -6.57 | 6.57 | 80.54 | 92.34 | ||||
| 跨中 | M | 104.64 | 3.26 | -3.26 | 52.47 | 44.15 | |||
| 梁右端 | M | -75.88 | -20.4 | 20.4 | -122.06 | -69.02 | |||
| V | -75.31 | -6.57 | 6.57 | -102.68 | -85.6 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -21.71 | 13.77 | -13.77 | -8.86 | -44.66 | ||
| V | 12.83 | -10.2 | 10.2 | 2.52 | 29.04 | ||||
| 跨中 | M | -11.06 | 0 | 0 | -13.63 | -13.63 | |||
| 梁右端 | M | -21.71 | -13.77 | 13.77 | -44.66 | -8.86 | |||
| V | -12.83 | -10.2 | 10.2 | -29.04 | -2.52 | ||||
|
三 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -79 | 107.24 | -107.24 | 29.48 | -249.34 | |
| V | 74.36 | -27.39 | 27.39 | 66.81 | 138.03 | ||||
| 跨中 | M | 85.55 | 8.63 | -8.63 | 132.25 | 109.81 | |||
| 梁右端 | M | -83.65 | -89.99 | 89.99 | -233.64 | 0.34 | |||
| V | -75.8 | -27.39 | 27.39 | -140.12 | -68.9 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -12.29 | 60.75 | -60.75 | 61.44 | -96.51 | ||
| V | 10.54 | -45 | 45 | -43.09 | 73.91 | ||||
| 跨中 | M | -3.63 | 0 | 0 | -4.66 | -4.66 | |||
| 梁右端 | M | -12.29 | -60.75 | 60.75 | -96.51 | 61.44 | |||
| V | -10.54 | -45 | 45 | -73.91 | 43.09 | ||||
|
二 层 横 梁 |
AB 跨 |
梁左端 | M | -71.64 | 128.45 | -128.45 | 67.35 | -266.62 | |
| V | 73.89 | -32.48 | 32.48 | 59.54 | 143.98 | ||||
| 跨中 | M | 91.39 | 11.53 | -11.53 | 144.18 | 114.2 | |||
| 梁右端 | M | -79.38 | -105.39 | 105.39 | -248.38 | 25.64 | |||
| V | -76.27 | -32.48 | 32.48 | -147.39 | -62.94 | ||||
|
BC 跨 |
梁左端 | M | -15.5 | 71.14 | -71.14 | 70.47 | -114.49 | ||
| V | 10.54 | -52.7 | 52.7 | -53.1 | 83.92 | ||||
| 跨中 | M | -6.34 | 0 | 0 | -8.53 | -8.53 | |||
| 梁右端 | M | -15.5 | -71.14 | 71.14 | -114.49 | 70.47 | |||
| V | -10.54 | -52.7 | 52.7 | -83.92 | 53.1 | ||||
5.3横向框架柱内力组合
表5-4 横向框架柱内力组合(一般组合)
注：表中画横线数值用于后面的基础设计中。
表5-4 横向框架柱内力组合(一般组合)
| 杆件 | 跨向 | 恒载 | 活荷载 | 1.2恒+1.4活 | Nmax及相应的N | Nmin及相应的M | Nmax及相应的M | |||
| 三层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 40.55 | 13.26 | 67.22 | 75.17 | 55.56 | 68.00 | |
| N | 369.91 | 95.96 | 578.24 | 571.55 | 558.05 | 595.34 | ||||
| 柱底 | M | 40.07 | 13.11 | 66.44 | 72.63 | 56.58 | 67.2 | |||
| N | 392.41 | 95.96 | 529.64 | 598.56 | 585.05 | 625.71 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -35.44 | -11.07 | -58.03 | -68.82 | -68.82 | -58.91 | ||
| N | 503.87 | 143.95 | 806.17 | 782.08 | 782.08 | 824.17 | ||||
| 柱底 | M | -35.19 | -10.99 | 57.61 | -67.94 | -67.94 | -58.5 | |||
| N | 526.37 | 143.95 | 833.17 | 809.08 | 809.08 | 854.55 | ||||
| 二层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 41.54 | 13.59 | 68.87 | 78.9 | 55.04 | 69.67 | |
| N | 507.27 | 128.06 | 788.00 | 781.92 | 758.24 | 812.87 | ||||
| 柱底 | M | 48.85 | 15.98 | 80.99 | 90.69 | 66.82 | 81.93 | |||
| N | 529.77 | 128.06 | 815.01 | 808.92 | 785.24 | 843.25 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -36.1 | -11.26 | -59.08 | -73.62 | -73.62 | -60.00 | ||
| N | 690.77 | 193.35 | 1099.61 | 1065.34 | 1065.34 | 1125.89 | ||||
| 柱底 | M | -41.28 | -12.86 | 67.54 | -81.86 | -81.86 | -68.59 | |||
| N | 713.27 | 193.35 | 1126.61 | 1092.33 | 1092.33 | 1156.26 | ||||
| 底层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 24.66 | 8.05 | 40.86 | 55.61 | 23.86 | 41.34 | |
| N | 652.44 | 159.99 | 1006.91 | 1003.39 | 965.64 | 1040.78 | ||||
| 柱底 | M | 12.33 | 4.03 | 20.44 | 49.35 | -9.6 | 20.68 | |||
| N | 682.75 | 159.99 | 1043.29 | 1039.76 | 1002.01 | 1081.7 | ||||
| V | -7.63 | -2.49 | -11.65 | -21.64 | -2.94 | -12.79 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -21.89 | -6.86 | -29.75 | -57.01 | -57.01 | -36.41 | ||
| N | 885.45 | 242.92 | 1402.67 | 1357.05 | 1357.05 | 1438.28 | ||||
| 柱底 | M | -10.95 | -3.43 | -17.94 | -47.98 | -47.98 | -18.21 | |||
| N | 915.79 | 242.92 | 1439.04 | 1393.46 | 1393.46 | 1479.24 | ||||
| V | 6.77 | 2.12 | 11.09 | 24.05 | 24.05 | 11.26 |
注：表中画横线数值用于后面的基础设计中。
表5-5 横向框架柱内力组合(考虑地震组合)
| 恒载 | 活荷载 | 地震作用 | 1.2恒++1.3地震作用+0.5活 | ±|Mmax|及相应的 N | Nmin及相应的M | Nmax及相应的M | ||||||
| 向左 | 向右 | 向左 | 向右 | |||||||||
| 三层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 40.55 | 13.26 | -56.65 | 56.65 | -17.01 | 130.29 | 130.29 | -17.01 | 130.29 |
| N | 369.91 | 95.96 | -43.31 | 43.31 | 430.78 | 543.38 | 543.38 | 430.78 | 543.38 | |||
| 柱底 | M | 40.07 | 13.11 | -46.35 | 46.35 | -4.29 | 116.22 | 116.22 | -4.29 | 116.22 | ||
| 392.41 | 95.96 | -43.31 | 43.31 | 457.78 | 570.38 | 570.38 | 457.78 | 570.38 | ||||
| B柱 | 柱顶 | M | -35.44 | -11.07 | -71.11 | 71.11 | -141.74 | 43.15 | -141.74 | -141.74 | 43.15 | |
| N | 503.87 | 143.95 | -25.46 | 25.46 | 632.57 | 698.76 | 632.57 | 632.57 | 698.76 | |||
| 柱底 | M | -35.19 | -10.99 | -68.32 | 68.32 | -137.79 | 39.84 | -137.79 | -137.79 | 39.84 | ||
| N | 526.37 | 143.95 | -25.46 | 25.46 | 659.57 | 725.76 | 659.57 | 659.57 | 725.76 | |||
| 二层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 41.54 | 13.59 | -60.89 | 60.89 | -21.13 | 137.19 | 137.19 | -21.13 | 137.19 |
| N | 507.27 | 128.06 | -70.7 | 70.7 | 579.24 | 763.06 | 763.06 | 579.24 | 763.06 | |||
| 柱底 | M | 48.85 | 15.98 | -60.89 | 60.89 | -10.93 | 147.39 | 147.39 | -10.93 | 147.39 | ||
| N | 529.77 | 128.06 | -70.7 | 70.7 | 606.24 | 790.06 | 790.06 | 606.24 | 790.06 | |||
| B柱 | 柱顶 | M | -36.1 | -11.26 | -82.42 | 82.42 | -157.32 | 56.97 | -157.32 | -157.32 | 56.97 | |
| N | 690.77 | 193.35 | -43.07 | 43.07 | 861.4 | 973.38 | 861.4 | 861.4 | 973.38 | |||
| 柱底 | M | -41.28 | -12.86 | -82.42 | 82.42 | -164.55 | 49.74 | -164.55 | -164.55 | 49.74 | ||
| N | 713.27 | 193.35 | -43.07 | 43.07 | 888.4 | 1000.38 | 888.4 | 888.4 | 1000.38 | |||
| 底层柱 | A柱 | 柱顶 | M | 24.66 | 8.05 | -67.56 | 67.56 | -53.4 | 122.26 | 122.26 | -53.4 | 122.26 |
| N | 652.44 | 159.99 | -103.18 | 103.18 | 730.36 | 998.63 | 998.63 | 730.36 | 998.63 | |||
| 柱底 | M | 12.33 | 4.03 | -125.47 | 125.47 | -145.89 | 180.33 | 180.33 | -145.89 | 180.33 | ||
| N | 682.75 | 159.99 | -103.18 | 103.18 | 766.73 | 1035 | 1035 | 766.73 | 1035 | |||
| V | -7.63 | -2.49 | 39.8 | -39.8 | 41.08 | -62.4 | -62.4 | 41.08 | -62.4 | |||
| B柱 | 柱顶 | M | -21.89 | -6.86 | -94.11 | 94.11 | -152.76 | 91.92 | -152.76 | -152.76 | 91.92 | |
| N | 885.45 | 242.92 | -63.29 | 63.29 | 1096.27 | 1260.82 | 1096.27 | 1096.27 | 1260.82 | |||
| 柱底 | M | -10.95 | -3.43 | -129.96 | 129.96 | -184.16 | 153.73 | -184.16 | -184.16 | 153.73 | ||
| N | 915.79 | 242.92 | -63.29 | 63.29 | 1132.68 | 1297.23 | 1132.68 | 1132.68 | 1297.23 | |||
| V | 6.77 | 2.12 | 46.2 | -46.2 | 69.47 | -50.65 | 69.47 | 69.47 | -50.65 | |||
第六章 框架梁、柱截面设计
6.1框架梁截面设计
6.1框架梁截面设计
注：正截面受弯承载力计算时，负弯矩处按矩形截面计算，正弯矩处按T形截面计算。
注：正截面抗震验算时，负弯矩处按矩形截面计算，正弯矩处按T形截面计算。梁内纵筋由抗震设计要求控制。表中空格处表示按抗震计算的配筋小于按抗弯承载力计算的配筋，取抗弯承载力的配筋。
| 表 6-1横梁AB、BC跨正截面受弯承载力计算 | ||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
截面位置 | 组合内力 |
柱边截面弯矩 (kN.m) |
h0 (mm) |
ξ | (mm2) |
实际选用(mm2) |
备注 | ||
|
M (kN.m) |
V(kN) | |||||||||||
|
顶 层 |
C25 | 300×700 | A3支 座 | -140.33 | 120.49 | -110.21 | 660 | 0.082 | 0.086 | 685 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 146.69 | 146.69 | 660 | 0.014 | 0.014 | 879 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B3支座左 | -145.84 | -123.1 | -115.07 | 660 | 0.086 | 0.090 | 717 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B3支座右 | -28.65 | 25.46 | -22.29 | 360 | 0.040 | 0.041 | 176 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -5.66 | -5.66 | 360 | 0.010 | 0.010 | 44 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C3支座左 | -28.65 | -25.46 | -22.29 | 360 | 0.040 | 0.041 | 176 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支 座 | -146.5 | 122.00 | -116.00 | 660 | 0.086 | 0.090 | 723 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 146.11 | 146.11 | 660 | 0.014 | 0.014 | 876 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B2支座左 | -151.35 | -124.51 | -182.48 | 660 | 0.136 | 0.146 | 1172 | 4 20,As=1256 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B2支座右 | - 31.87 | 26.79 | -25.17 | 360 | 0.045 | 0.046 | 199 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -5.41 | -5.41 | 360 | 0.010 | 0.010 | 42 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C2支座左 | -31.87 | -26.79 | -25.17 | 360 | 0.045 | 0.046 | 199 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
|
二 层 |
C25 | 300×700 | A1支 座 | -142.45 | 123.17 | -111.66 | 660 | 0.083 | 0.087 | 695 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 |
| 跨 中 | 155.17 | 155.17 | 660 | 0.014 | 0.014 | 930 | 3 20,As=942 | ξ﹤0.55 | ||||
| B1支座左 | -150.72 | -127.23 | -118.91 | 660 | 0.088 | 0.093 | 742 | 3 18,As=763 | ξ﹤0.55 | |||
| 300×400 | B1支座右 | -41.09 | 29.82 | -33.64 | 360 | 0.060 | 0.062 | 268 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||
| 跨 中 | -10.07 | -10.07 | 360 | 0.018 | 0.018 | 78 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | ||||
| C1支座左 | -41.09 | -29.82 | -33.64 | 360 | 0.060 | 0.062 | 268 | 2 14,As=308 | ξ﹤0.55 | |||
| 表 6-2 横梁AB、BC跨正截面抗震验算 | |||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
截面位置 | 组合内力 |
柱边截面弯矩 (kN.m) |
h0 (mm) |
|
ξ | (mm2) |
实际选用 (mm2) |
备注 | ||
|
M (kN.m) |
V(kN) | ||||||||||||
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支 座 | -222.59 | 130.67 | -189.92 | 0.75 | 660 | 0.106 | 0.112 | 898 | 3 20,As=942 | 安全 |
| 跨 中 | 132.95 | 132.95 | 0.75 | 560 | 0.074 | 0.077 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B3支座左 | -206.78 | -115.43 | -235.64 | 0.75 | 660 | 0.131 | 0.141 | 1132 | 3 22,As=1140 | 安全 | |||
| 300×400 | B3支座右 | -78.78 | 60.64 | -63.62 | 0.75 | 360 | 0.086 | 0.090 | 385 | 3 14,As=461 | 安全 | ||
| 跨 中 | -4.86 | -4.86 | 0.75 | 360 | 0.007 | 0.007 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C3支座左 | -78.78 | -130.67 | -111.45 | 0.75 | 360 | 0.150 | 0.164 | 702 | 3 18,As=763 | 安全 | |||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支 座 | -249.34 | 138.03 | 214.83 | 0.75 | 660 | 0.120 | 0.128 | 1025 | 4 18,As=1017 | 安全 |
| 跨 中 | 132.25 | 132.25 | 0.75 | 660 | 0.074 | 0.077 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B2支座左 | -233.64 | -140.12 | -268.67 | 0.75 | 660 | 0.150 | 0.163 | 1306 | 4 20As=1256 | 安全 | |||
| 300×400 | B2支座右 | -96.51 | 73.91 | -78.03 | 0.75 | 360 | 0.105 | 0.111 | 478 | 3 14,As=461 | 安全 | ||
| 跨 中 | -4.66 | -4.66 | 0.75 | 360 | 0.006 | 0.006 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C2支座左 | -96.51 | -73.91 | -114.99 | 0.75 | 360 | 0.155 | 0.169 | 727 | 3 18,As=763 | 安全 | |||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支 座 | -266.62 | 143.98 | -230.63 | 0.75 | 660 | 0.129 | 0.138 | 1106 | 3 22As=1140 | 安全 |
| 跨 中 | 144.18 | 144.18 | 0.75 | 660 | 0.080 | 0.084 | 3 20,As=942 | 安全 | |||||
| B1支座左 | -248.38 | -147.39 | -285.23 | 0.75 | 660 | 0.159 | 0.174 | 1395 | 3 25,As=1473 | 安全 | |||
| 300×400 | B1支座右 | -114.49 | 83.92 | -93.51 | 0.75 | 360 | 0.126 | 0.135 | 580 | 3 16,As=603 | 安全 | ||
| 跨 中 | -8.53 | -8.53 | 0.75 | 360 | 0.012 | 0.012 | 2 14,As=308 | 安全 | |||||
| C1支座左 | -114.49 | 83.92 | -93.51 | 0.75 | 360 | 0.126 | 0.135 | 580 | 3 16,As=603 | 安全 | |||
| 表 6-3横梁AB、BC跨斜截面受剪承载力计算 | |||||||||||
| 层次 |
混凝土 强度等级 |
b×h (mm2) |
斜截面 位 置 |
组合内力 V(kN) |
h0 |
0.25βcfcbh0 (kN) |
0. 7ftbh0 (kN) |
选用箍筋 (双肢) |
(kN) |
备注 | |
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 120.49 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B3支座左 | 123.1 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B3支座右 | 25.46 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C3支座左 | 25.46 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 三层 | C25 | 300×700 | A2支座 | 122.00 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B2支座左 | 124.51 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B2支座右 | 26.79 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C2支座左 | 26.79 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支座 | 123.17 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | |
| B1支座左 | 127.23 | 660 | 600.60 | 168.17 | 8@100 | 316.64 | 安全 | ||||
| 300×400 | B1支座右 | 29.82 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | |||
| C1支座左 | 29.82 | 360 | 321.75 | 90.09 | 8@100 | 185.54 | 安全 | ||||
| 表 6-4横梁AB、BC跨斜截面受剪抗震验算 | ||||||||||||||
| 层 | 混凝土强度等级 |
b×h (mm2) |
斜截面 位 置 |
（kN） | (kN.m) | 组合内V(kN) | h0 | (kN) |
(kN) |
选用箍筋 (双肢) |
(kN) |
备注 | ||
| 顶层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 102.37 | 210.78 | 134.57 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B3支座左 | 104.56 | 210.78 | 136.76 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B3支座右 | 15.41 | 121.88 | 65.06 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C3支座左 | 15.41 | 121.88 | 65.06 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
| 三层 | C25 | 300×700 | A3支座 | 102.42 | 263.12 | 142.62 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B3支座左 | 104.51 | 263.12 | 144.71 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B3支座右 | 15.41 | 157.95 | 79.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C3支座左 | 15.41 | 157.95 | 79.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
| 二层 | C25 | 300×700 | A1支座 | 101.76 | 315.73 | 150.00 | 660 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | |||
| B1支座左 | 105.67 | 315.73 | 153.91 | 60 | 565.27 | 118.71 | 8@100 | 293.37 | ||||||
| 300×400 | B1支座右 | 15.41 | 184.96 | 90.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | |||||
| C1支座左 | 15.41 | 184.96 | 90.76 | 360 | 302.82 | 63.59 | 8@100 | 175.88 | ||||||
6.2 框架柱截面设计
表6-5框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
表6-6框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
表6-11框架柱正截面压弯抗震验算(|Mmax|)
表6-12框架柱正截面压弯抗震验算(|Mmax|)
表6-5框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
| A柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
大偏压 | x-2a' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | ||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 75.17 | 571.55 | 131.52 | 20 | 151.52 | 0.33 | 1.00 | 1.00 | 1.18 | 388.13 | 0.18 | 大偏压 | 0.18 | 2.8 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9 | 下端 | 72.63 | 598.56 | 121.34 | 20 | 141.34 | 0.31 | 1.00 | 1.00 | 1.19 | 377.96 | 0.18 | 大偏压 | 0.18 | 3.71 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 78.9 | 781.92 | 100.91 | 20 | 120.91 | 0.26 | 1.00 | 1.00 | 1.22 | 357.52 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 29.36 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9 | 下端 | 90.69 | 808.92 | 112.11 | 20 | 132.11 | 0.29 | 1.00 | 1.00 | 1.20 | 368.73 | 0.25 | 大偏压 | 0.25 | 33.14 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 55.61 | 1003.39 | 55.42 | 20 | 75.42 | 0.16 | 1.00 | 1.00 | 1.41 | 316.34 | 0.31 | 大偏压 | 0.31 | 60.33 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||
| 9.7 | 下端 | 49.35 | 1039.76 | 47.46 | 20 | 67.46 | 0.15 | 1.00 | 1.00 | 1.46 | 308.38 | 0.32 | 大偏压 | 0.32 | 65.42 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||
表6-6框架柱正截面压弯承载力计算(|Mmax|)
| B柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 68.82 | 782.08 | 88.00 | 20 | 108.00 | 0.23 | 1.00 | 1.00 | 1.25 | 344.61 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 29.38 | ＜0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 67.94 | 809.08 | 83.97 | 20 | 103.97 | 0.23 | 1.00 | 1.00 | 1.26 | 340.59 | 0.25 | 大偏压 | 0.25 | 33.16 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 73.62 | 1065.34 | 69.10 | 20 | 89.10 | 0.19 | 1.00 | 1.00 | 1.30 | 325.72 | 0.32 | 大偏压 | 0.32 | 69.00 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 81.86 | 1092.33 | 74.94 | 20 | 94.94 | 0.21 | 1.00 | 1.00 | 1.28 | 331.56 | 0.33 | 大偏压 | 0.33 | 72.77 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C30 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 57.01 | 1357.05 | 42.01 | 20 | 62.01 | 0.13 | 1.00 | 1.00 | 1.50 | 302.93 | 0.41 | 大偏压 | 0.41 | 109.80 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 47.98 | 1393.46 | 34.43 | 20 | 54.43 | 0.12 | 1.00 | 1.00 | 1.57 | 295.35 | 0.42 | 大偏压 | 0.42 | 114.89 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| A柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 122.42 | 543.38 | 225.29 | 20 | 245.29 | 0.53 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 481.91 | 0.17 | 大偏压 | 0.17 | -4.00 | 61.91 | 267 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||
| 9 | 下端 | 137.14 | 570.38 | 240.44 | 20 | 260.44 | 0.57 | 1.00 | 1.00 | 1.10 | 497.05 | 0.17 | 大偏压 | 0.17 | -0.23 | 77.05 | 349 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | ||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 137.14 | 763.06 | 179.72 | 20 | 199.72 | 0.43 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 436.34 | 0.23 | 大偏压 | 0.23 | 26.72 | 180 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 168.34 | 790.06 | 213.07 | 20 | 233.07 | 0.51 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 469.69 | 0.24 | 大偏压 | 0.24 | 30.50 | 407 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 124.94 | 998.63 | 125.11 | 20 | 145.11 | 0.32 | 1.00 | 1.00 | 1.21 | 386.03 | 0.30 | 大偏压 | 0.30 | 59.67 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 180.33 | 1035.00 | 174.23 | 20 | 194.23 | 0.42 | 1.00 | 1.00 | 1.16 | 435.15 | 0.31 | 大偏压 | 0.31 | 64.76 | 390 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| B柱 | 层次 | 砼强度 | b×h | lo | lo/h | 柱截面 | 组合内力 | eo | ea | ei | ei/ho | ζ1 | ζ2 | η | e | ξ |
判断破坏类型 ζ<ζb ζb =0.55 |
小偏压 | As=As' | 大偏压 | x-2a' | e' |
As=As'(mm2) (x<2a') |
As=As'(mm2) (x>2a') |
选用钢筋(mm2) | 备注 | |
| (mm2) | (m) | Mmax (kN.m) | N(kN) | (mm) | (mm) | (mm) | (mm) | ξ | (mm2) | ξ | |||||||||||||||||
| 三层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 141.74 | 632.57 | 224.07 | 20 | 244.07 | 0.53 | 1.00 | 1.00 | 1.11 | 480.68 | 0.19 | 大偏压 | 0.19 | 8.47 | 326 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 137.79 | 659.57 | 208.91 | 20 | 228.91 | 0.50 | 1.00 | 1.00 | 1.12 | 465.52 | 0.20 | 大偏压 | 0.20 | 12.25 | 270 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 二层 | C25 | 500×500 | 4.5 | 9 | 上端 | 157.32 | 861.4 | 182.63 | 20 | 202.63 | 0.44 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 439.25 | 0.26 | 大偏压 | 0.26 | 40.48 | 179.86 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9 | 下端 | 164.55 | 888.4 | 185.22 | 20 | 205.22 | 0.45 | 1.00 | 1.00 | 1.13 | 441.83 | 0.27 | 大偏压 | 0.27 | 44.25 | 407.17 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
| 底层 | C25 | 500×500 | 4.55 | 9.7 | 上端 | 152.76 | 1096.27 | 139.35 | 20 | 159.35 | 0.35 | 1.00 | 1.00 | 1.19 | 400.26 | 0.33 | 大偏压 | 0.33 | 73.32 | <0 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||
| 9.7 | 下端 | 184.16 | 1132.68 | 162.59 | 20 | 182.59 | 0.40 | 1.00 | 1.00 | 1.17 | 423.50 | 0.34 | 大偏压 | 0.34 | 78.42 | 390.38 | 2Φ18，As=As'=509 | ρ＞0.215% | |||||||||
第七章 楼梯结构设计
楼梯间开间为8.1m，进深为7.5m。采用板式楼梯底层，共26级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为12×0.28=3.36m。二至三层楼梯均为等跑楼梯，共24级踏步，踏步宽0.28m，其踏步的水平投影长度为11×0.28=3.08m。楼梯的踢面和踏面均采用瓷砖面层，踏面采用防滑处理，底面为水泥砂浆粉刷。混凝土强度等级C25，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。
7.1 楼梯板计算
板倾斜度 tgα=150/300=0.5 cosα=0.894
设板厚h=120mm，h=1/30—1/25=118—142 mm板厚满足要求
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 30厚瓷砖 | （0.3+0.15）×0.55/0.3=0.825 |
| 三角形踏步 | 0.3×0.15×25/2/0.3=1.875 | |
| 斜板 | 0.12×25/0.894=3.356 | |
| 板底抹灰 | 0.02×17/0.894=0.38 | |
| 小计 | 6.436 | |
| 活荷载 | 2.5 | |
设计值：g=1.2×6.436=7.723 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 g+q=7.723+3.5=11.223 KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度
跨中最大弯矩 M=（g+q）lo2/10=11.223×3.552/10=14.143 KN·m
h0=120-20=100 mm
αs=M/（fcmbh02）=14.143×106/(1.0×14.3×1000×1002)=0.099
rs=0.948
As=M /（rsfyh0）=14.143×106/(0.948×210×100)=710 mm2
选 10@100,实有As=714 mm2,
分布筋 8@200，
7.2 平台板计算
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
平台板的荷载：
平台板荷载
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 30厚瓷砖 | 0.55 |
| 100厚混凝土板 | 0.1×25=2.5 | |
| 板底抹灰 | 0.02×17=0.34 | |
| 小计 | 3.39 | |
| 活荷载 | 2.5 | |
设计值：g=1.2×3.39=4.068 KN/m
q=1.4×2.5=3.5KN/m
基本组合的总荷载设计值 p= g+q =7.568KN/m
2、截面设计：
靠窗的平台板：
l0=2500-125+100/2=2.125m
M=(g+q)l02/8=7.568×2.1252/8=4.272 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.07
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.073
As=ξfcb，h0/fy= =267 mm2
选 8@180,实有As=279 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
靠走廊的平台板：
l0=1400-125+100/2=1.325m
M=(g+q)l02/8=7.568×1.3252/8=1.661 KN·m
αs=M/（fcbf，h02）= =0.027
ξ=1-（1-2αs）1/2=0.027
As=ξfcb，h0/fy= =99mm2
选 6@180,实有As=157 mm2,
分布筋 6@200, 支座按构造要求配筋
7.3 平台梁计算
设平台梁截面 b=250mm h=300mm
1、荷载计算：
平台梁1的荷载：
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 梁自重 | 0.25×（0.3-0.1）×25=1.2 |
| 梁侧及底抹灰 | [2×（0.3-0.1）+0.25]×0.02×17=0.218 | |
| 平台板传来 | 3.39×（2.2+0.245）/2=4.144 | |
| 梯段板传来 | 6.436×3.3/2=10.619 | |
| 小计 | 16.159 | |
=4.114×1.2=4.937 KN/m4
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
平台梁2的荷载：b=240mm h=300mm
平台梁2荷载
| 荷载种类 | 荷载标准值（KN/m） | |
| 恒载 | 梁自重 | 0.25×（0.3-0.1）×25=1.2 |
| 梁侧及底抹灰 | [2×（0.3-0.1）+0.25]×0.02×17=0.218 | |
| 平台板传来 | 3.39×（1.4+0.245）/2=2.789 | |
| 梯段板传来 | 6.436×3.3/2=10.619 | |
| 小计 | 14.826 | |
=2.789×1.2=3.347 KN/m
活荷载：梯段板传来：2.5×3.3/2=4.125 KN/m
平台板传来： KN/m
设计值： KN/m
KN/m
2、截面设计：
TL1：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.25）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(4.937+4.27) ×4.4732/8
=46.22KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=46.22×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.0617
rs=0.968
As=M /（rsfyh0）=46.22×106/（210×0.968×265）=858 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
TL2：
计算跨度l0=1.05ln=1.05×（4.5-0.24）=4.473 ml2
支座最大剪力：
=
=
跨中最大弯矩：
M=(g1+q1)l02/8/2+(g2+q2)l02/8
=(14.423+4.125) ×4.4732/8/2+(3.347+3.29) ×4.4732/8
=44.951KN
截面按倒L形计算，
bf，= mm
按梁净距考虑
不按梁的高度 考虑：
h0=300-35=265 mm
由于 取
＞
属第一类T形截面。
αs=M/（fcmbh02）=44.951×106/（1.0×14.3×746×2652）=0.06
rs=0.969
As=M /（rsfyh0）=44.951×106/（210×0.969×265）=834 mm2
选3 20实有As=942 mm2
受剪承载力计算：
截面尺寸满足要求
仅需按构造要求配置箍筋
选用双肢 8@200,
第八章 现浇楼盖设计
8.1现浇楼盖设计
楼板厚120mm，楼面活荷载标准值2 kN/m2。走廊活荷载标准值2.5 kN/m2。钢筋混凝土板泊松比ν=1/6。
1、 荷载设计值：
办公室恒载设计值 g=4.01×1.2=4.55kN/m2
活载设计值 q=2×1.4=2.8kN/m2
走廊恒载设计值 g = 1.2×4.01= 4.55kN/m2
活载设计值 q=2.5×1.4=3.5kN/m2
所以 教室部分 p=g + q =4.55+2.8=7.35kN/m2
p,= g + q/2=4.55+2.8/2=5.9kN/m2
p ,,= q/2=2.8/2=1.4kN/m2
走廊部分 p=g + q =4.55+3.5=8.0kN/m2
p,= g + q/2=4.55+3.5/2=6.3kN/m2
p ,,= q/2=3.5/2=1.75kN/m2
2、 按双向板弹性理论计算区格弯矩：
A区格板： lx=3.75m
ly=4.05m
lx / ly =3.75/4.05=0.625
查《混凝土与砌体结构设计》附表得两邻边固定两邻边简支时的弯矩和四边简支时的系数（表中α为弯矩系数）
| lx/ly | 支承条件 | ||||
| 0.63 | 两邻边固定两邻边简支 | 0.0508 | 0.0257 | -0.1065 | -0.0757 |
| 四边简支 | 0.0821 | 0.0389 | — | — |
3.截面设计
板跨中截面两个方向有效高度的确定
假定钢筋选用φ10，则
板支座截面有效高度为
由于楼盖周边按铰支考虑，因此I角区板的弯矩不折减，而中央区格和 的区格板的跨中弯矩和支座弯矩可减少20%，但考虑到本设计中弯矩值均较小，可不做折减。计算配筋时，近似取内力臂系数 ，
表8-1 双向板配筋计算表
|
截面 |
h (mm) |
M (kNm/m) |
( ) |
配筋情况 |
实配 ( ) |
||
|
跨 中 |
A |
方向 | 90 | 4.2 | 301 | φ10@200 | 393 |
| 方向 | 100 | 8.45 | 529 | φ10@150 | 523 | ||
|
B |
方向 | 90 | 1.64 | 117 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 3.51 | 220 | φ10@200 | 393 | ||
|
C |
方向 | 90 | 2.88 | 206 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 6.4 | 401 | φ10@200 | 393 | ||
|
D |
方向 | 90 | 0.89 | 64 | φ10@200 | 393 | |
| 方向 | 100 | 2.27 | 142 | φ10@200 | 393 | ||
|
支 座 |
A-C | 100 | -12.68 | 794 | φ10@100 | 785 | |
| A-D | 100 | -9.02 | 565 | φ10@140 | 561 | ||
| A-B | 100 | -9.02 | 565 | φ10@140 | 561 | ||
| B-D | 100 | -3.67 | 230 | φ10@200 | 393 | ||
| C-C | 100 | -9.56 | 599 | φ10@130 | 604 | ||
| D-C | 100 | -6.81 | 427 | φ10@180 | 436 | ||
| D-D | 100 | -2.68 | 167 | φ10@200 | 393 | ||
第九章 基础设计
9.1 荷载计算
按照《地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的有关规定，上部结构传至基础顶面上的荷载只需按照荷载效应的基本组合来分析确定。
混凝土设计强度等级采用C30，基础底板设计采用HRB335钢，fy=300 N/mm，室内外高差为0.45 m，基础埋置深度为1.2m，基础高度600mm。上柱断面为500×500，基础部分柱断面保护层加大，两边各增加50，故地下部分柱颈尺寸为600×600
| 层次 | 土类 |
平均厚度 （m） |
承载力特征值fak(kPa) |
重度 （KN/m3） |
土层剪切波速（m/s） |
| 1 | 杂填土 | 0.8 | 90 | 16.5 | |
| 2 | 素填土 | 0.9 | 100 | 16.0 | |
| 3 | 粉尘沙土 | 6.2 | 160 | 19.2 | 200 |
| 4 | 粉土 | 5.7 | 140 | 19.0 | 180 |
| 5 | 粉质粘土 | 7.9 | 225 | 19.4 | 350 |
基础承载力计算时，应采用荷载标准组合。
，取两者中大者。
以轴线3为计算单元进行基础设计，上部结构传来柱底荷载标准值：
表9-1荷载标准组合
| 柱 | 内力 | 恒载 | 活荷载 | 恒k+活k |
| A柱 | M | 12.33 | 4.03 | 16.36 |
| N | 682.75 | 159.99 | 842.74 | |
| V | -7.63 | -2.49 | -10.17 | |
| B柱 | M | -10.95 | -3.43 | -14.38 |
| N | 915.79 | 242.92 | 1158.71 | |
| V | 6.77 | 2.12 | 8.89 |
底层墙、基础连系梁传来荷载标准值（连系梁顶面标高同基础顶面）
墙重： 0.00以上 ：5.5×0.2×3.9=4.29kN/m（粉煤灰轻渣空心砌块， =5.5 ）
0.00以下 ：19×0.24×0.95=4.33kN/m（采用一般粘土砖， =19 ）
连梁重：（400×240）
（与纵向轴线距离0.15）
柱A基础底面： FK = 842.74 +11.02 4.5 =892.33kN
MK=37.01 +11.02 4.5×0.15+16.55×0.6 = 54.38kN·m
柱B基础底面： FK =1158.71+11.02 4.5 = 1208.3kN
MK=14.38+11.02 4.5×0.15+8.89 0.6=27.15kN·m
9.2 确定基础底面积
A、D柱下采用钢筋混凝土独立基础，B、C采用钢筋混凝土联合基础，
根据地质条件取②层粉质粘土层作为持力层，设基础在持力层中的嵌固深度为0.1m，室外埋深1.2，室内埋深1.65 m，（室内外高差0.45m）。
1.A柱：
（1）初估基底尺寸
由于基底尺寸未知，持力层土的承载力特征值先仅考虑深度修正，由于持力层为粉质粘土，故取 =1.6
=（16.5 1.0+16 0.5）/1.5=17.4
=100+1.6 17.4 (1.5-0.5) = 192.84
= = 6.2
设 =1.2 = =2.27
取b=2.3m，l=2.8m
（2）按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =892.33+20 2.3 2.8 (1.5+1.95) = 1114.5
基底形心处弯矩： = 54.38
偏心距： = = 0.049 < = 0.47
<
<
满足要求。
2.B柱：
因B、C轴向距仅3 ，D、E柱分别设为独立基础场地不够，所以将两柱做成双柱联合基础。
因为两柱荷载对称，所以联合基础近似按中心受压设计基础，基础埋深1.2 。
≥
设 l=5.6m，b=3m， A=16.8m2
按持力层强度验算基底尺寸：
基底形心处竖向力： =1208.3+20 5.6 3 (1.5+1.65) = 1787.9
基底形心处弯矩： = 27.15
偏心距： = = 0.015 < = 0.93
<
<
满足要求。
9.3 基础结构设计（混凝土采用C20）
1．荷载设计值
基础结构设计时，需按荷载效应基本组合的设计值进行计算。
A柱：F=1039.76+11.02×4.5×1.2=1099.27kN
M=49.35+11.02×4.5×1.2×0.15+0.6×21.64=71.26kN.m
（B-C)柱：
2．A柱：
（1）基底净反力：
（2）冲切验算
=1.24m2
基础高度满足要求。
（3）配筋
=
=216.26kN.m
选Φ14@110
=140.56 kN.m
配Φ14@160
注：短边钢筋放在长边钢筋内侧，所以有效计算高度差10mm。
3．（B-C)柱基
基础高度 （等厚）
（1）基底净反力：
（2）冲切验算：计算简图见图9-2。
要求
，
满足要求。
图9-2 冲切验算计算简图弯矩和剪力的计算结果
（3）纵向内力计算
，弯矩和剪力的计算结果见图9-4。
（4）抗剪验算
柱边剪力：
满足要求。
（5）纵向配筋计算
板底层配筋：
折算成每米板宽3596.62/5.6=642
选 Φ14@200 As=770
板顶层配筋：按构造配筋φ10@200 As=393
（6）横向配筋
柱下等效梁宽为：
柱边弯矩：
折算成每米梁宽2718/3=906
选Φ14@170，
第十章 科技资料翻译
一、科技资料原文：
Castle Bridge, Weston-Super-Mare, UK
Castle Bridge is a minimal-cost solution to the dilemmaof a restricted crossing of a main railway line within a residential development area. The works employs reinforced earth embankments, integrated bridge deck andabutment construction and precast parapet solutions toovercome and minimise the safety, maintenance and costissues associated with the scheme.
1. INTRODUCTION
This paper describes a minimal-cost solution to a road bridgeover a railway, on a restricted site, to open up land for residential development. Locking Castle is an area under heavy residential development on the eastern side of Weston-Super Mare. Overseeing the development and client for the bridge isLocking Castle Limited, a company owned in consortium by two major house builders. The planning authority is North Somerset District Council (NSDC). The development area is splitin half by the Bristol to Exeter main railway line. Planning conditions for the area stipulated that the southern area couldnot be inhabited until a crossing of this railway line had beenbuilt. Fig. 1 shows the Locking Castle development and theimportance of the bridge to the area.
The development area is situated on the edge of the SomersetLevels, an area noted for its poor ground conditions, and is bounded by a railway line to Weston to the north and the A321dual carriageway to the south. Moor Lane, an existing countryroad, was the only access to the southern area and was notsuitable for the traffic expected by the increased housing stock.
Owing to the nature of the Somerset Levels, the new road overthe railway lines would have to be raised on embankments onboth sides of the track. An area of land had been reserved for the crossing but this area was small in comparison to a normalcrossing, which led to a number of compromises in the layoutof the structure. A blanket 20 mph speed limit, coupled with area-wide speed restriction measures, coverthewholeLockingCastledevelopment. This enabled the roads to be laid to a tightradius on the approaches to the bridge and also allowed theclient to agree, with NSDC, that steeper than normal gradientscould be used to attain the elevation of the crossing.
The client’s engineer, Arup, agreed general design principlesand the preliminary Approval in Principle (AIP) with NSDCprior to the issue of tender documents.
The contract was awarded to Dean & Dyball in July 2000 for atender value of £1·31 million and the contract period was set at34 weeks for a completion in April 2001. A simplifiedprogramme is shown in Fig. 2.
2. GROUNDWORKS
During the tender stage Pell Frischmann looked at a number ofrefinements to the tender design and following the award of thescheme undertook a full value engineering exercise in conjunction with the contractor, Dean & Dyball. The originaldesign called for steel H-piles under the bridge abutment areasadjacent to the railway line where limited vertical movement ofthe track was essential. Following a review of the groundconditions and based on previous experience, the team successfully argued that cast-in-situ displacement piles, usedelsewhere under the embankments, could be driven closer tothe tracks without any problem. The tracks were monitoredduring piling operations and level changes of less than 6 mmwere recorded along the affected section.
The ground conditions at the site consist of made groundoverlying up to 19 m of soft alluvial clay. Below this either a2 m layer of firm/stiff clay on mudstone or sandstone bedrockexists. Two types of driven cast-in-situ piles were designed byKeller, 340 and 380 mm in diameter, to cope with the differentloading conditions caused by the bridge and the embankment.These were driven to refusal from the existing ground level. Thepoor ground contributed to rapid pile installation and rates of up to eight piles a day were recorded. The total driven lengthranged between 22 and 24 m. Pile design information is shownin Table 1. Tests confirmed the integrity of the design andindicated a maximum settlement at working load of 6 mm.
A concrete pile cap was originally shown above the H-piles todistribute the loads from thebridge abutments to the piles.By replacing the H-piles withthe driven cast-in-situ piles,but at slightly reduced spa-cing, it was possible to eliminate the pile caps and extendsaving on construction time as well as cost.
3. LOAD TRANSFERMATTRESS AND EMBANKMENTS
The piles were used to support a load transfer mattress,which was constructed fromlayers of stone and geomembrane grids. Enlarged head piles had been shown on the tender drawing but, again drawing on previous experience, Pell Frischmann demonstrated that this design method could be utilised to reduce the depth of the
mattress and it was suggested that this approach be employed at Locking Castle. By casting an enlarged head of 1·1 m diameter at the top of each pile, the distance to the next pile was reduced and thus the span of the geomembranes in the mattress layers was decreased. Given that the arching effect in the mattress relies on an angle of 458 from the pile to the top of the mattress, the depth of stone could be reduced accordingly.
The overall depth of the mattress was reduced from 1500 mm to 900 mm by rationalising the design in this way. This also led to savings in reduced excavation to the original ground level (Fig.
3).Above the mattress the embankment rises to a maximum height of 6·3 m to carriageway level. To reduce the spread of the embankment, the tender design originally indicated faced precast concrete panels to vertical sidewalls. This was amended later in the tender stage to vertical walls of class A red brickwork, forcing a change in the design of the reinforced embankment. The design of the embankment was subcontracted to Tensar, based on a specification developed by Pell Frischmann. Their system comprised uniaxial geogrids laid at varying vertical spacing on compacted granular material. Class 6I/J granular material, in accordance with the Specification for Highway Works1was specified and this made up the bulk of the embankment. The grids were then anchored to dry-laid interlocking concrete blocks forming the near-vertical face of the embankment. A vertical drainage layer separated the 6I/J material from the concrete blocks. Ties were installed between the joints in the concrete blocks and the class A brickwork facing was constructed in front. Fig. 4shows the embankment crosssection.
The design of the embank-ment relies on the density of the compacted product being structure. This does not reduce the design life of the structure which was set at the standard 120 years. Difficul- ties with this method of construction are well known and include accounting for differential settlement, increased hogging moments at the ends of the beams and congestion of steel in the small areas between the beams. Sufficient structural strength is inbuilt to counteract the stresses of one abutment moving relative to the other. The design was also restricted by the need to keep the same depth of beam that had been identified on the tender drawings. Increas- ing the beams from a Y3 to a Y4 would have simplified the design but would have the penalty of higher embankments, larger pile and bridge loads, more imported material at a consistent value. To facilitate this, Dean & Dyball sourced 40 mm scalpings from Tarmac aggregates which not only consistently met the 6I/J grading but were also suitable for use in the load transfer mattress. In addition, a permanent materials testing presence was kept on site while the embankments were being constructed. The material was very easy to compact, requiring no more than a 1·5 t vibrating steel roller, and, due to its nature, was very suitable for laying in the generally wetconditions that prevailed at the time. All tests showed tha tminimum compaction of 94% was being achieved and the rate of rise of the embankment exceeded the contractors’expectations.
4. BRIDGE AND ABUTMENTS
The bridge deck consisted of prestressed Y3 precast concrete beams and an in situ reinforced concrete slab spanning 20 mover the railway lines. Figs 5 and 6 show the long- and crosssection of the bridge. The beams were supported on bankseats founded on the reinforced embankments. The narrow nature of the embankments was accentuated at the bankseat area sand it was soon obvious that these were too narrow to avoidresting the structure on the concrete block sidewalls of theembankments. To overcome this, the embankments werewidened locally in the vicinity of the abutments to enable thebankseat to sit wholly on the embankment (Fig. 7). As this change was too large to hide, a feature was made of the widened area by the use of strong right angles in the brickwork and pre-cast concrete (PCC) flagstones laid around the top of the brick wall adjacent to the abutments. The final layout gave added effect and accentuated the bridge and its approaches.
Once placed, the PCC beams were cast into each bankseat by the addition of an integral endwall. This eliminated the need for bearings and movement joints, thus creating an integral and steeper gradients on the approach roads. Pressure to keep the deck construction as shallow as possible came also from the discovery that the original tender drawings had not allowed for a deck crossfall to shed water. This raised the southernembankment 150 mm higher than anticipated.
The design was further complicated by the requirement to accommodate services under the bridge deck, between the beams, and through the integral end wall. These services were a 250 mm diameter water main (through a 350 mm diameter duct), an HV electric cable and a four-way BT duct. The loss of section was overcome by agreement to run the electric cable over the top of the deck, rather than below it, as it was not
physically possible to bring it through the identified location on the tender drawings. The loss of available wall section led to the requirement for smaller numbers of, but larger diameter, bars fitted around the holes through the endwalls. This is turn made the detailing and fitting of these bars one of the trickiest elements of the job.
Although generally fixed by the layout of the overall scheme, the vertical road alignment was redesigned to accommodate the change in alignment of the bridge deck. This led to an increased gradient on the southern embankment but also had a knock-on effect on the loading of the bridge. To provide a reasonable rollover across the deck from the steep gradients on either side, the depth of surfacing increased to over 300 mm at its deepest point. This greater loading increased the amount of prestressing in the PCC beams.
At an early stage in the contract, Dean & Dyball had focused onthe placing of beams as a critical phase of the scheme,especially as the work was to be undertaken in January. Toaccelerate the placing of permanent formwork between the beams, the contractor requested that the edge beams bedesigned to include inserts to support the temporary handrails.
These were cast in at a depth such that they would be hidden in the final scheme by tails on the high containment precast P6parapet across the bridge. The temporary handrails were fitted to the edge beams prior to placement (Fig. 8). This enabled the contractor to start placing permanent formwork before all the PCC beams had been laid. This approach reduced the time of track possession, with the eleven beams and permanent formwork all installed within five hours.
5. APPROACH EMBANKMENT PARAPETS
Standard parapets of type P2 were designed to protect the edges of the approach embankments and the support for these presented the team with a considerable challenge. Originally shown as in situ reinforced concrete, it soon became clear that this solution would provide the contractor with a significant health and safety problem. Casting edge beams 6 m above the ground was potentially dangerous, required a lot of scaffolding mand permanent formwork, and would add weeks to the tight construction programme.
To overcome this, the contractor proposed using precast concrete parapet supports in lieu of in situ. However, due to the tight centreline radii on the bridge approaches (50 m radius), the length of each PCC section would need to be limited to avoid a ‘threepenny piece’ appearance. This created its ownproblems when design calculations showed that accidental loadings on the parapet would not be restrained by the use of small discrete PCC units.
A compromise solution consisting of a precast edge piece and an in situ section under the footway/cycleway construction was eventually developed to overcome the problems. To achieve the desired effect, the precast edge beam would need to be of sufficient size and shape to rest on the brick/block edging of the embankment without being unstable. In addition, the sides of each unit would need to be slightly tapered to accommodate the radii of the bends, and the parapet support post bolt cradle would need to be pre-installed at the correct spacing. Team work between the designer and contractor led to a reduction in the number of panel types from 30 to 17, ranging in length from a maximum of 3·65 m to a minimum of 1·98 m, while keeping the parapet posts at a constant spacing along the main length of the embankments (Fig. 9).
The precast units were tied together by means of an in situ element. This comprised a slab extending the entire length of the embankments from the bankseats to the end of the parapet units. The slab was cast continuously, without joints, so that it acted as a beam. The slab was designed with a toe, which, together with friction, counteracts the lateral forces from accidental loading of the parapet posts while the overturning forces of any impact are countered by the weight and cantilever effect of the continuous slab. The P2 support sections were placed and levelled to give apleasing sweep and elevation to the bridge while a tail on the PCC unit was included to hide the top of the brickwork wall, ensuring a neat appearance was achieved.
6. TEAM WORKIN
One of the most pleasing aspects of the scheme was the goodworking relationship that was maintained between all parties. Although working under the General Conditions of Contract for Building and Civil Engineering GC/works/1,2the contractor was keen to espouse the ethics of partnering. Regular meetingsbetween the contractor, designer, client’s engineer and client’s architect took place to keep all parties informed of the latest developments and to deal with concerns before they became a distraction. Communications, channelled through the contractor, between interested third parties, such as Railtrack and NSDC, were also well managed, which ensured that possessions were granted as requested and adoption requirements were dealt with swiftly. This approach was key to meeting the tight construction deadline and in dealing with the minor omissions found in the tender design in a professional manner. It is a credit to the contractor that this was maintained throughout the period of the contract.
7. SUMMARY
Locking Castle Bridge is based on a modern and innovative design which, along with its appearance (Fig. 10), benefits the local environment and provides a focal point for the new residential development. The creation of a park adjacent to the southern embankment will enhance the status and appearance of the bridge in years to come and provide a sense of pride forall those involved in the construction of Locking Castle Bridge.
REFERENCES
1. Specification for Highway Works. In: Manual of ContractDocument for Highway Works. Highways Agency. TheStationery Office, 1993.
2. GC/Works/1: Conditions of Contract for Major Building and Civil Engineering Works. Single Stage Design & Build, The Stationery Office, 1998
原文翻译：
英国锁城大桥
锁城大桥是横跨住宅发展区的铁路桥梁。由于工程施工受到周围建筑与地形的限制，该工程采取加固桥台、桥墩与桥面的刚构结构，以及预制栏杆等方法提高了大桥的使用安全程度，并降低了大桥建造与维护的费用。因此，城堡大桥科学的设计方案使工程成本降到最低。
一、 引言
本文描述的是在受限制地区用最小的费用修建一座铁路桥梁使之成为开放的住宅发展区。锁城地区是位于住宅发展十分紧张的韦斯顿超
图1 锁城大桥位置远景
马雷的东部。监督桥梁建设的客户是城堡建设有限公司，它由二大房建者组成。该区的规划局是北盛捷区议会（NSDC）。该发展地区被分为布里斯托尔和埃克塞特。规划条件规定，直到建成这条横跨的铁路大桥为止，该地区南部区域不可能适应居住。可见锁城大桥的建成对该地区发展的重要性。
发展地区位于萨默塞特的边缘，这个地区地形十分的恶劣，该范围位于韦斯顿以北和A321飞机双程双线分隔线的南面。现在只有一条乡下公路，是南部区域的唯一通道。该地区是交通预期不适合住宅增加的区域。
由于盛捷地区水平高程的限制，新的铁路线在桥台两边必须设有高程差。 并且该地区地形限制，允许正常横跨的区域较小，这导致在结构的布局上的一定数量的妥协。为了整个城堡地区的发展， 全
图2 锁城大桥地图上位置
桥限速20公里/时，并考虑区域范围内的速度制约。这样在得到客户和NSDC的同意后，桥梁采取了最小半径的方法，这使得桥梁采用了比正常梯度更加陡峭地方法实现高程的跨越。
客户的工程师、工程顾问、一般设计原则和初步认同原则下(AIP)与NSDC发出投标文件。
该合同在2000年7月1授予安迪。投标价值1.31亿美元，合同期定为34周，到2001年4月完成。
图3 桥整体横断面
图4 桥体长度 图5 桥上部结构横断面
二、地基
在招标阶段佩尔研究了一些优化设计和招标后的裁决计划进行了充分的经济分析后交付承包商，院长及安迪 。原来设计要求H型
图6 桥面铺装
钢桩柱下的桥台地区与相邻铁路线之间必须是垂直运动。经审查后的地面条件和根据以往的经验判断，现浇位移桩，使用其他类似地方的河堤下，可驱动更接近轨道而不会有任何问题。并在受影响区域进行了监测，打桩作业和水平高程的变化小于要求的6毫米。
在地面下覆盖厚达19米的软冲积土。这下面是2米层坚定/硬粘土泥岩或砂岩基石。两种类型的驱动现浇桩设计了340和380毫
米的大口径水管，以应付不同载入条件所造成的桥梁和堤坝的不同荷载。 这些有利于桩体的载入。最多可达一天8个桩的记录。总长度
驱动介于22和24米之间。试验证实了完整的设计和表示最多解决在工作负荷为六毫米
一个具体的桩帽负载从桥墩传递到桩。 取代H型桩柱与 驱动现浇桩， 但略有减少水，它能使桩帽的荷载延长传递到承台，从而节约施工时间 以及成本。
三、荷载传递，路基
桩被用来抑制端口的负载转移，这是因为修建时采用了石头和网膜。 在招标图纸上显示了基础顶部扩大桩，再运用早先经验， 佩尔指出这个设计方法可能被运用减少垫层的深度，并且把这种方法使用在城堡大桥上。 通过熔铸一个扩大的部分1.1m在每桩上面，距离到桩下减少了1 m直径，并且薄膜的间距在垫层的增加因而被减少了。 假设成拱形的作用在承台依靠角度458从堆到垫层的上面，可能相应地减少石头的深度。通过合理的设计，垫层的整体深度从1500毫米减少了到900毫米。 这样减少了挖掘深度并保留了原始的底层。.
垫层路堤上升到最大高度6.3 m的车道高程。为了减少蔓延的路堤，招标设计最初面临混凝土预制板垂直侧壁。这是后来修正的在投标阶段用红砖砌筑的垂直墙壁，迫使改变设计中的钢筋路堤。路基被分包两个部分以坦萨为基础和规范发展的佩尔弗里斯赫曼恩路段。其系统组成的单轴土工格栅在不同规定垂直间隔的压实颗粒物质。颗粒状材料，符合高速公路规范做路堤材料的相关规定。该网格，挂靠在干燥的混凝土砌块上形成近垂直的路堤。被垂直排水层分开。在两者之间安装了隔水带，并且在前面修建了砖砌饰面。 图-4展示基础的横断面
图7 防撞墙
路堤的设计是依靠紧密的产品的密度结构。这并不会减少桥梁结构的120年的设计使用寿命。此方法的约束结构是众所周知的, 并且在结算梁末端的负弯矩时作为一个统一体来解决。并且利用墩台的内力来约束其相对移动。在招标图纸上还限制了必须要保持同样的深度。现在 从Y3到Y4进行简化设计，这样就会有更高的桥基、更大的桩和桥梁荷载，造成进口的材料损失。院长及安迪在这一共同目标下进行了这项工作。净厚40毫米的沥青混凝土不仅满足材料等级的要求，也适合使用在负荷传递的垫层上。此外，一直在现场进行永久材料的测试，而在兴建河堤时，该材料很容易压实，按要求使用1.5吨的振动压路机碾压，而且，就其性质而言，非常适合埋设在潮湿的条件。所有的测试结果显示， 最低的压实度在94 ％以上，压实度远远超过承包商期望。
四、桥梁和桥墩
桥面包括预制预应力混凝土梁和一块跨度20m的现浇钢筋混凝土平板。图4和5显示桥梁的长度和横断面。 在加强的桥台建立支撑梁。在支撑梁区域凸显了桥台狭窄的特点，并且这些太狭窄的桥台
图8 挡土墙
不能避免的退出工作结构，并对混凝土砌块侧壁的河堤产生压力。为了克服这个困难，把河堤的挡土墙在桥台附近扩大，并使之成为完全挡土墙 (图8)。 因为这变动太大以至于不能掩藏，在砖墙的上面放置的砖砌和预制混凝土做了加宽的区域，并在桥台附近形成了坝肩。最后的布局给桥梁带来了增值效应并丰富了桥梁和其施工方法。
一旦浇注了混凝土，整个桥面将形成一个整体。 这方法消除了梁与支撑之间的转动，因此，使桥面形成了一个统一的更加陡峭坡度。为了保持桥面产生压力保持一样，使桥面出现横向的排水，这是招标图纸不允许的。 这就提出了一个南部路基高于预期150毫米。
设计要求在梁和桥面板之间容纳一些复杂的服务设备。这些设备是一条250毫米直径总水管(通过一条350毫米直径输送管)， HV电缆和一条四种方式的BT输送管。在招标图纸上看这些服务设备是在桥梁之间缺失的部分通过，而不是在它的下面通过。这些可利用的部分损失能够使桥梁的自重更小、结构减轻，而且桥梁的截面尺寸更大，这些临时的设施在孔中通过。因此，要求作出详细的安装说明，这又是一个非常棘手的工作。
桥梁的布局方案是一个整体的固定结构。并且，重新设计成了垂直路线，以适应桥面的变化。这就导致了南部桥台的升高，从而，桥面的坡度增加。因此，对上面的桥梁产生了连锁反应。为提供合理的桥面跨越坡度，在桥南部的桩相应的增长，在增长最多的地方增加深度超过300毫米。这要求在预应力混凝土中增加更大预应力。
在早期阶段的合同中，院长及安迪把梁的施工作为一个关键阶段， 尤其施工是在1月份进行。承包商要求在梁之间快速安装永久模板，并且，要求在边梁设计时插入临时扶手栏杆。
浇注了横跨桥梁护墙后，能够掩盖P6栏杆末端。在安装边缘梁之前应先安装临时扶手栏杆。在安装所有的混凝土梁之前，承包商先安置永久模板。这种安装方法安装11根梁和所有的永久建筑仅仅需要5小时，大大的节省了施工周期。
五、护墙
标准型的P2护墙的目的是保护的边缘河堤。因此，对该小组提出了相当大的挑战。必须在原先的位置浇注钢筋混凝土，承包商对这种解决方案提出了健康与安全问题，因为在地面上浇注6m的边缘梁是十分危险的，必须要用到更多的脚手架和永久模板，并且，施工将延长几个星期，工期将更加紧张。
为此，承包商建议使用预制混凝土栏杆来替代在原处浇注混凝土。然而，由于桥梁采用的是最小半径，所以每个混凝土梁的长度受到限制，以避免出现外观问题。并且计算表明混凝土栏杆会受到使用限制。
另外一种折衷的解决办法包括一个预制件和边缘现浇的行人/自行车道建设，最终克服了这些问题。为了实现理想的效果，边梁的预制需要的足够的大小和形状的砖块，以确保边缘的路堤稳定。此外，双方每个单位将需要略锥形，以适应半径的弯道，并且护墙后螺栓支持摇篮要预先安装在正确的间距上。由于设计师和承包商通力合作，盘区类型的数量从30减少到17，排列在长度从最多3.65 m减少到最小限度1.98 m，并保留栏杆位置恒定间距沿堤防的主要长度（如图9）。
预制的构件通过现场浇注在一起，形成了一个整体。同时连栏杆和扩大的路堤也浇注在一起。把桥面板浇注在一起，使之形成梁。并且桥面板做了脚趾形设计，利用其摩擦力来抵抗栏杆的偶然荷载，用连续的桥面板和悬臂式结构抵抗外部的对 桥面的扭转和倾覆力。
P2支持部分被做成水平并且与桥梁完美的组合在一起。而末端被混凝土掩盖保证了外观的整洁。
六、运作
在整个计划中最值得欣慰的是能够很好的维护各个方面的关系。大家在工程合同约定下一起工作，在出现矛盾之前，举行定期会议时告知承包商、设计师、客户的工程师和客户的建筑师工程之间相互通告事情的最新事态发展和处理的意见。并且在感兴趣
图9 锁城大桥
的方面打开信息交换的通道适时的通信，例如处理好铁路轨道等，并按要求保证资金适时到位。在遇到工程最后期限紧张时或发现设计图纸有小遗漏时要以专业的方式进行沟通。这事成为承包商在整个合同期间维护信用的关键。
七、摘要
锁城大桥是集现代和创新于一体的设计（图9）。加上其美丽的外观，不仅美化了当地环境。还增加了外界联系。更有利于新住宅的发展。并且在桥的南部还建立了一个公园，这将提高大桥的地位和整体的外观。在今后几年里，锁城大桥将是所有参与建造者的自豪。
参考文献
公路工程规范 速公路局办公室 1993年
建筑与土木工程规范 建造与设计办公室 1998年
参考资料
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