前言

高层建筑是近代经济发展和科学技术进步的产物。随着经济的腾飞，城市人口集中，用地紧张，以及商业竞争的激烈化、城市日益国际化，使相当多的办公楼、旅馆、医院、学校等建筑向高层发展。为了在市区内使高等学校有立足之地，我在各位指导老师的帮助下设计了一幢高层培训中心。它集办公、教学、住宿于一体，指导思想明确，设计方案符合实际要求，建成后能马上投入使用，解决学校教学、办公、住宿的困难。

在此方案的设计中我很荣幸得到了金虹老师、刘文茹老师和齐加连老师的关心和帮助，并给予我热心的指导，在此我向各位老师表示由衷的感谢。由于我是初学者，这套设计会有很多不足，敬请各位老师多加指教。

建筑部分

一．概述

高层建筑是随着社会生产的发展和人们生活的需要而发展起来的，由于西方某些国家工业的兴起和发展，农业人口大量涌入城市，为了解决人们对居住、办公、商业、教学用房的需要，早在上一个世纪初便建立了大量的多层建筑，但最初由于受到垂直运输机械的，房屋还不能建得太高。直到1875年第一部载人电梯的制造成功，高层建筑才开始大量涌现出来。所以说，高层建筑是商业化、工业化、城市化的结果，而科学技术的发展，轻质高强材料的出现，以及电气化、机械化在建筑中的应用，又为高层建筑的发展提供了物质条件，高层建筑从其完全型的体量和引人注目的外观，使整个城市变得更加生机勃勃。

现代世界信息交换和传递大量集中，人与人之间的联系日益密切，为了争取城市繁华地带，在有限的土地上容纳大量的教学活动场所，教学建筑不得不向高空发展。高层建筑与其他少层建筑相比，只有节省用地、节约市政工程费用，减少拆迁费用等一系列优点；同时，高层的发展还有助于建筑工业化的发展，为了充分发挥高等学校人才和设备优势，为国家和地方常年培养专业人才，拟在哈尔滨某高校校区兴建一培训中心。

培训中心是现代化建筑教学的一个主要形式，它自身容教学、管理、住宿三位一体，形成一套系统建筑管理体系，满足了学习人员，特别是外地学员对学习和生活的需要。

现代高层建筑不断地采用新型结构体系和新技术、新工艺、新材料，满足了教学建筑向更高尺度发展的可能性。

二．建筑体型选择与平面布置

1．设计原则

建筑是供人使用的有功能作用的空间，同一功能要求和使用目的的建筑可以有多种空间形式，建筑体型一般综合反映内部空间，又在一定程度上反映建筑的性格、历史时期和民族地域特点。高层建筑体型还常常是街道、广场或城市某一个区域的构成中心。鉴于此，高层建筑体型设计应根据现有经济技术水平处理好功能、空间与形式的辨证统一关系，还要处理好与环境的关系，以便在满足功能要求的同时，生根于特定的环境，给人以良好的感觉。

同样，对于建筑造型与平面布置的选择，必须考虑结构因素，以有利于结构受力。平面形状应简单、对称、规则，以减少地震灾害的影响。

2．建筑造型

根据设计原则，本设计采用“—”字型结构体系。这种结构体系符合简单、对称、规则的原则。3．平面布置

本设计在平面上力求平面对称，对称平面易于保证质量中心与刚度中心重合，避免结构在水平力作用下扭转。

为使常用房间采光、通风效果好，本设计将教室、办公室等房间布置在南向，而且此方向面对主要街道，交通方便。这样布置可在建筑后方留有大片空间，利于学员的休息和娱乐。三．立面设计

立面设计时首先应推敲各部分总的比例关系，考虑建筑物整体的几个方面的统一，相邻立面的连接与协调，然后着重分析各立面上墙面的处理、门窗的调整和安排，最后对入口、门廊等进一步进行处理。

节奏韵律和虚实对比，是使建筑立面高于表现力的重要设计手法，在建筑立面上，相同构件或门窗作有规律的重复和变化，给人们在视觉上得到类似音乐诗歌中节奏韵律的效果。立面的节奏感在门窗的排列组合、墙面的构件划分中表现得比较突出。

四．剖面设计

剖面设计主要分析建筑物各部分应有的高度，建筑层数、建筑空间的组合利用，以及建筑剖面中的结构、构造关系，建筑物的平面和剖面是紧密联系的。

在本设计中，教学部分以及底层管理部分的层高均为3.6m，标准层住宿部分层高为3.0m。电梯布置在建筑物中部，消防疏散用楼、电梯布置在建筑物两端，消防疏散用楼、电梯间均出屋面。

五．垂直交通设计

本工程主要垂直交通工具是电梯，对电梯的选用及其在建筑物中的合理布置，将使高层建筑的使用更加合理，同时还能提高工作效率。

本设计中电梯布置在建筑平面的中部。除了设置两部电梯外，还设置了两部防烟（楼）电梯于建筑物的两端。这样的布置可使建筑物内任意点至楼、电梯出口的距离均不大于30m，满足高层建筑的防火要求。

六．防火设计

（一）耐火等级

本工程属二类建筑（10~18层普通住宅和高度不超过50m的公共建筑），其耐火等级不能低于二级。

（二）防火设计要点

1．总平面布局中的消防问题

（1）选址应在交通便捷处，根据城市规划确定的场地位置应有方便的道路通过，要求既靠近干道，便于高层建筑中人群的集散，又便于消防时交通组织和疏散。

（2）应设环形车道，高层建筑周围应设宽度不小于3.5m的环形车道，可以部分利用交通道路，以便消防车能靠近高层主体，能在消防时有足够的流线。

2．疏散设计

发生火灾时，学员往往还在远离地面的高层，将他们全部迅速地疏散到安全地带是防火的重要环节，疏散设计的原则是路线简单明了，便于人们在紧急时进行判断，同时供以室内任何位置向两个方向疏散的可能性。

（1）疏散所需时间

从火灾现场退出的时间不应超过2分30秒为宜。通道宽度：按通过人数每100人不少于1m 计算。

（2）疏散楼、电梯的位置

疏散楼梯是发生火灾时电梯停用的情况下最主要的竖向交通途径，其位置应首先符合安全疏散距离的规定，也应符合人在火灾发生后可能的疏导方向。

本设计中楼梯设置于建筑的两端，可双向疏散。

3．疏散楼梯间的防火防烟设计

疏散楼梯若只防火不排烟，遇烟气袭人，容易使人窒息。疏散楼梯的避难前室是疏散路线中从水平到竖向的交通枢纽，可缓冲人们的混乱聚集，疏散楼梯的排烟设施要布置于此，其面积不应小于6m2，如与消防电梯合用则不应小于10m2。

结构部分

一．工程概况

本工程共10层（不包括一层地下室）。地下室层高为3.6m，1～4层层高为3.6m，5～10层层高为3.0m，局部楼梯间出屋面部分层高为3.3m，建筑总高为32.4m（不包括出屋面部分）。三进深分别为6.6m、2.4m、6.6m。总宽15.6m（局部突出1.5m不在总宽之内）。纵向每个柱距均为7.8m，共7个柱距，总长54.6m。

本工程结构方案经过分析比较，采用纯框架结构体系，因为建筑物上部结构荷载对称，平面布局简单，受力比较均匀，且房屋总高度不超过6度抗震设防时的55m高度的限值；采用框架结构体系的优点可以使结构布置灵活，使用方便，不足的是抗震能力较低刚度较小。本工程建于6度抗震设防区Ⅱ类场地土。根据规范查得，框架的抗震等级为三级。

本工程框架材料选用如下：-1～4层柱采用C40混凝土；5～10层柱采用C30混凝土；框架梁采用C25混凝土。

结构柱网布置见（图-1）。

二．截面尺寸估算

1．梁板截面尺寸估算

框架梁截面高度h，按梁跨度的1/10～1/15确定，则横向框架梁高为6600×（1/10～1/15）=660～440，取h=600mm，梁宽取梁高的一半，即b=300mm；横向次梁高为6600×（1/8～1/15）=825～440，取h=500mm，梁宽b=250mm；纵向框架梁高为7800×（1/10～1/15）=780～520，取h=600mm，梁宽b=300mm。板的最小厚度为L/40=3900/40=97.5mm，考虑到板的挠度及裂缝宽度的及在板中铺设管线等因素，根据经验取板厚为120mm。

2．柱截面尺寸估算

根据柱支撑的楼板面积计算由竖向荷载作用下产生的轴力，并按轴压比控制估算柱截面面积，估算柱截面时，楼层荷载按11～14KN/m2计，本工程边柱按13KN/m2计，中柱按11KN/m2计。

负荷面为7.8×6.6/2的边柱轴力：NV=（7.8×6.6/2）×13×11×1.25=4601KN，

负荷面为7.8×（6.6+2.4）/2的边柱轴力：

NV=[（6.6+2.4）/2]×7.8×11×11×1.25=5309KN，

各柱的轴力虽然不同，但为了施工方便和美观，往往对柱截面进行合并归类。本工程将柱截面归并为一种。取轴力最大的柱估算截面面积。

本工程框架为三级抗震，取N=1.1NV=1.1×5309=5840KN，

柱轴压比控制值μN查规范得μN=0.9。其中

μN=N/ACfC

设柱为正方形，柱边长b=h=C=577mm。故本工程-1～4层柱截面取为600×600mm，5～10层柱截面取为500×500mm。

5层底柱截面核算

NV=[（6.6+2.4）/2]×7.8×11×6×1.25=26KN，

N=1.1×26=3185KN，

N/ACfC=3185000/5002/15=0.85＜0.9

柱轴压满足要求。

柱高度：地上部分每层柱高均等于该层层高，地下部分柱高h=3.6+0.1=3.7m。

三．荷载汇集

1．竖向荷载

（1）楼面荷载

楼面活荷载按荷载规范的规定，宿舍房间活荷载取1.5KN/m2（标准值），厕所、走廊、楼梯间、教室活荷载取2.0KN/m2（标准值），本工程为简化计算，均取楼面活荷载为2.0KN/m2。砼楼板（板厚120），

25×0.12=3.0KN/m2，

水泥砂浆抹灰（楼板上下分别为40和20厚），

20×（0.04+0.02）=1.2KN/m2，

内隔墙为200厚陶粒砼砌块，砌块容重8KN/m3，两侧各抹20厚混合砂浆，

8×0.2+20×0.02×2=2.4KN/m2，

外墙为400厚陶粒砼砌块，墙外侧贴墙面砖，墙里侧抹混合砂浆，

0.5+8×0.4+20×0.02×2=4.5KN/m2。

（2）屋面荷载

30厚水泥花阶砖0.6KN/m2，

25厚粗砂垫层17×0.025=0.425KN/m2，

35厚苯板0.1KN/m2，

防水卷材0.1KN/m2，

20厚砂浆找平层20×0.02=0.4KN/m2，

炉渣砼找坡2%（最薄处30厚）14×0.15=2.1KN/m2，

120厚钢筋砼楼板25×0.12=3.0KN/m2，

20厚混合砂浆抹灰20×0.02=0.4KN/m2，

合计7.125KN/m2，

上人屋面活荷 1.5KN/m2，

基本雪压0.4KN/m2，

2．水平风荷载

查荷载规范中全国基本风压分布图可知哈市基本风压值为0.45KN/m2。根据荷载规范规定，对于高层建筑结构，其基本风压可按基本风压分布图中数值乘以1.1后采用，即ω0=1.1×0.45=0.495KN/m2。

垂直于建筑物表面上的风荷载标准值按ωK下式计算：

ωK=βZ•μS•μZ•ω0

风荷载体型系数μS，查荷载规范可知，矩形平面建筑μS=1.3，

风压高度变化系数μZ，本工程建在某高校校区，地面粗糙度类别为C类，查荷载规范中μZ 之值，5m以上按内插法计算，5m以下按5m高处取值。

风振系数βZ，βZ=1+（Hi/H）×（ξV/μZ），

式中V为脉动影响系数，当高层建筑的高宽比不小于2，地面粗糙度类别为C类时，V=0.63。式中ξ为脉动增大系数，与基本风压ω0，结构自振周期T及地面粗糙度有关。框架结构基本自振周期取T=0.09n=0.09×11=0.99，

ω0×T2=0.495×0.992=0.485。

查荷载规范，ξ=1.32。

各层风荷载标准值计算结果见（表-1）。

各层风荷载标准值表表-1

距地面高度HIβZμZμSω0ωK=βZ•μS•μZ•ω0

34.081.7151.1631.3000.4951.283

32.401.6931.1411.3000.4951.243

29.401.6521.1001.3000.4951.169

26.401.6141.0491.3000.4951.090

23.401.5720.9981.3000.4951.010

20.401.5260.9471.3000.4950.930

17.401.4820.8801.3000.4950.839

14.401.4330.8111.3000.4950.748

10.801.3620.7281.3000.4950.638

7.201.2860.6151.3000.4950.509

3.601.1630.5401.3000.4950.404

0.001.0000.5401.3000.4950.347

四．水平荷载作用下框架内力及侧移计算

由平面图可以看出，除边框架外，中间各榀框架受风面积相同，故应选取边框架和中间框架分别进行计算。下面仅以中框架为例进行计算，边框架计算从略。

1．计算在风荷载作用下各楼层节点上集中力及各层剪力。

计算在风荷载作用下各楼层节点上集中力时，假定风荷载在层间为均匀分布，并假定上下相邻各半层层高范围内的风荷载按集中力作用在本层楼面上。

10层顶处风荷载作用下各楼层节点上集中力计算：

F10=（ω10+1×h10+1+ω10×h10/2）×B

=（1.283×1.68+1.243×3.0/2）×7.8

=31.36KN

9层顶处风荷载作用下各楼层节点上集中力计算：

F9=（ω10×h10/2+ω9×h9/2）×B

=（1.243×3.0/2+1.169×3.0/2）×7.8

=28.22KN

其余各层风荷载引起的节点集中力及各层剪力计算结果见（表-2）

风荷载作用水平集中力及层剪力表表-2

层号i层高hI（m）风荷标准值ωki各层集中力

FI（KN）各层剪力

VI=∑FI（KN）

女儿墙3.01.283

103.01.24331.3631.36

93.01.16928.2259.58

83.01.09026.4386.01

73.01.01024.57110.58

63.00.93022.70133.28

53.00.83920.70153.98

43.60.74820.32174.30

33.60.63819.46193.76

23.60.50916.10209.86

13.60.40412.82222.69

地下室3.60.3475.67228.36

2．计算各梁柱的线刚度ib和ic，

计算梁的线刚度时，考虑到现浇板的作用，一边有楼板的梁截面惯性矩取i=1.5i0，两边有楼板的梁截面惯性矩取i=2i0，i0为按矩形截面计算的梁截面惯性矩。

线刚度计算公式i=EI/l。各梁柱线刚度计算结果见（表-3）。

3．计算各柱抗侧移刚度D

D值为使柱上下端产生单位相对位移所需施加的水平力，计算公式为：D=αC×（12ic/h2）各柱抗侧移刚度D见（表-4）

各杆件惯性矩及线刚度表表-3

b×h

（mm）L

（mm）EC

（N/mm2）I0=bh3/12

（mm4）I=2I0i=EI/L

（N.mm）

梁300×60066002.80×1045.40×1091.08×10104.58×1010

300×60024002.80×1045.40×1091.08×10101.26×1011

柱600×60036003.25×1041.08×10109.75×1010

500×50030003.00×1045.21×1095.21×1010

水平荷载作用下抗侧移刚度D及柱剪力Vij计算表表-4

层/hi柱列轴号ic

（×105）

（KN.m）∑ib

（×105）

（KN.m）K=∑ib/2ic

底层

K=∑ib/icαC=K/（2+K）

底层

αC=（0.5+K）/（2+K）Di=αC×（12ic/hi2）

（×105）∑Di Vij

（KN）

10/3.0B0.5210.9160.8790.3050.2121288005.16 C0.5213.4363.2980.6220.43212880010.52

D0.5213.4363.2980.6220.43212880010.52

E0.5210.9160.8790.3050.2121288005.16

9/3.0B0.5210.9160.8790.3050.2121288009.81 C0.5213.4363.2980.6220.43212880019.98

D0.5213.4363.2980.6220.43212880019.98

E0.5210.9160.8790.3050.2121288009.81

8/3.0B0.5210.9160.8790.3050.21212880014.16 C0.5213.4363.2980.6220.43212880028.85

D0.5213.4363.2980.6220.43212880028.85

E0.5210.9160.8790.3050.21212880014.16

7/3.0B0.5210.9160.8790.3050.21212880018.20 C0.5213.4363.2980.6220.43212880037.09

D0.5213.4363.2980.6220.43212880037.09

E0.5210.9160.8790.3050.21212880018.20

6/3.0B0.5210.9160.8790.3050.21212880021.94 C0.5213.4363.2980.6220.43212880044.70

D0.5213.4363.2980.6220.43212880044.70

E0.5210.9160.8790.3050.21212880021.94

5/3.0B0.5210.9160.8790.3050.21212880025.34 C0.5213.4363.2980.6220.43212880051.65

D0.5213.4363.2980.6220.43212880051.65

E0.5210.9160.8790.3050.21212880025.34

4/3.6B0.9750.9160.4500.1840.166********.56 C0.9753.4361.7620.4680.42311780062.59

D0.9753.4361.7620.4680.42311780062.59

E0.9750.9160.4500.1840.166********.56

3/3.6B0.9750.9160.4500.1840.166********.30 C0.9753.4361.7620.4680.42311780069.58

D0.9753.4361.7620.4680.42311780069.58

E0.9750.9160.4500.1840.166********.30

2/3.6B0.9750.9160.4500.1840.166********.57 C0.9753.4361.7620.4680.42311780075.36

D0.9753.4361.7620.4680.42311780075.36

E0.9750.9160.4500.1840.166********.57

1/3.6B0.9750.9160.4500.1840.17211900032.19 C0.9753.4361.7620.4680.42311900079.16

D0.9753.4361.7620.4680.42311900079.16

E0.9750.9160.4500.1840.17211900032.19

-1/3.6B0.9750.4580.4500.3930.36617960045.14 C0.9751.7181.7620.6010.54317960069.04

D0.9751.7181.7620.6010.54317960069.04E0.9750.4580.4500.3930.35517960045.14

4．各柱剪力计算

设第i层第j个柱的D值为Dij，该层柱总数为m，该层任意柱的剪力为：

Vij=Vi×（Dij/∑Dij）

各柱剪力计算结果见（表-4）

5．确定柱的反弯点高度比y

反弯点距柱下端距离为yh：

y=y0+y1+y2+y3

式中y0—标准反弯点高度系数，

y1—考虑上下层梁刚度不同时反弯点高度比的修正值

y2,y3—考虑上下层层高变化时反弯点高度比的修正值

y0根据结构总层数m及该柱所在层n及K值查表。

例如，计算10层柱反弯点高度系数y：由m=11，n=11，K=0.879，查表得，y0=0.34；上下层梁相对刚度无变化，y1=0；最上层柱y2=0；下层层高与本层层高之比α3=h9/h10=1，查表得，y3=0；B轴反弯点高度系数为：

y=y0+y1+y2+y3=0.34+0+0+0=0.34

其余各柱反弯点高度系数见（表-5）。

6．计算柱端弯矩

根据各柱分配到的剪力及反弯点位置yh计算第i层第j个柱的柱端弯矩。

上端弯矩：Mtij=Vij.h.（1-y）

下端弯矩：Mbij=Vij.y.h

计算结果见（表-5）。

风荷载作用下柱反弯点高度比及柱端弯矩表-5

层/hi柱列轴号Kα1α2α3y0Y1Y2Y3Y Mtij

（KN.m）Mbij

（KN.m）

10/3.0B0.8791010.3400000.34010.225.26

C3.2981010.4500000.45017.3614.20

D3.2981010.4500000.45017.3614.20

E0.8791010.3400000.34010.225.26

9/3.0B0.8791110.4000000.40017.6611.77

C3.2981110.4650000.46532.0727.87

D3.2981110.4650000.46532.0727.87

E0.8791110.4000000.40017.6611.77

8/3.0B0.8791110.4400000.44023.7918.69

C3.2981110.5000000.50043.2843.28

D3.2981110.5000000.50043.2843.28

E0.8791110.4400000.44023.7918.69

7/3.0B0.8791110.4500000.45030.0324.57

C3.2981110.5000000.50055.55.

D3.2981110.5000000.50055.55.

E0.8791110.4500000.45030.0324.57

6/3.0B0.8791110.4500000.45036.2029.62

C3.2981110.5000000.50067.0567.05D3.2981110.5000000.50067.0567.05

E0.8791110.4500000.45036.2029.62

5/3.0B0.879111.200.4500000.45041.8134.21

C3.298111.200.5000000.50077.4877.48

D3.298111.200.5000000.50077.4877.48

E0.879111.200.4500000.45041.8134.21

4/3.6B0.45010.8310.4500000.45048.6339.79

C1.76210.8310.5000000.500112.66112.66

D1.76210.8310.5000000.500112.66112.66

E0.45010.8310.4500000.45048.6339.79

3/3.6B0.4501110.5000000.50049.1449.14

C1.7621110.5000000.500125.24125.24

D1.7621110.5000000.500125.24125.24

E0.4501110.5000000.50049.1449.14

2/3.6B0.4501110.5000000.50053.2353.23

C1.7621110.5000000.500135.65135.65

D1.7621110.5000000.500135.65135.65

E0.4501110.5000000.50052.2353.23

1/3.6B0.4501110.5000000.50057.9457.94

C1.7621110.5000000.500142.49142.49

D1.7621110.5000000.500142.49142.49

E0.4501110.5000000.50057.9457.94

-1/3.6B0.4501100.6500000.65056.88105.63

C1.7621100.5500000.550111.84136.70

D1.7621100.5500000.550111.84136.70

E0.4501100.6500000.65056.88105.63

7．计算梁端弯矩

由柱端弯矩，并根据节点平衡原理计算梁端弯矩。

边跨外边缘处的梁端弯矩

Mbi=Mtij+Mbi+1，j

中间支座处的梁端弯矩

Mlbi=（Mtij+Mbi+1，j）（ilb/ilb+irb）

Mrbi=（Mtij+Mbi+1，j）（irb/ilb+irb）

框架在风荷载作用下的弯矩见（图-2）。

8．计算梁支座剪力及柱轴力

根据力平衡原理，由梁端弯矩和作用在梁上的竖向荷载可求出梁支座剪力；柱轴力可由计算截面之上的梁端剪力之和求得。

框架在风荷载作用下的梁端剪力及柱轴力见（图-3）。

9．梁柱弯曲产生的侧移

因为H<50m，H/B<4，所以只考虑梁柱弯曲变形产生的侧移。第i层结构的层间变形为Δui，由公式Δun=Vn/ΣD可得。

Δu10=31.36/128800=2.43×10-4m，

Δu9=51.58/128800=4.63×10-4m，

Δu8=86.01/128800=6.68×10-4m，Δu7=110.58/128800=8.59×10-4m，

Δu6=133.28/128800=10.35×10-4m，

Δu5=153.98/128800=11.95×10-4m，

Δu4=174.30/117800=14.80×10-4m，

Δu3=193.76/117800=16.45×10-4m，

Δu2=209.86/117800=17.81×10-4m，

Δu1=222.69/119000=18.71×10-4m，

Δu-1=228.36/179600=12.71×10-4m，

则顶点总侧移为：

u=ΣΔuI=125.11×10-4m=12.511×10-3m

顶点相对位移为：

u/H=12.511×10-3/34.08=1/2724<1/550满足要求；

最大层间相对位移为：

Δu/H=1.871×10-3/3.6=1/1924<1/450满足要求。

五．在竖向荷载作用下结构内力计算

由平面图可以看出，本工程结构及荷载分布比较均匀，可以选取典型平面框架进行计算，横向框架可以仅取1、3、5、7、11轴框架，纵向框架需选取A、B、C、D、E轴框架进行计算，这里仅给出11轴框架的内力计算过程，纵向框架的计算方法与横向框架的计算方法相同，这里不再给出。

1.各层框架梁上荷载计算

屋面梁边跨均布荷载（雪荷与活荷不同时考虑）：

（7.125×1.2+1.5×1.4）×3.9+0.3×0.6×25×1.2=41.535+5.4=46.94KN/m，

屋面梁中间跨均布荷载：

0.3×0.6×25×1.2=5.4KN/m，

屋面梁中间跨均布荷载：

（7.125×1.2+1.5×1.4）×2.4=25.56KN/m，

4～9层顶框架梁上荷载：

梁自重--0.3×0.6×25×1.2=5.4KN/m2，

板荷载--4.2×1.2+2×1.4=7.84KN/m2，

200厚陶粒砼砌块墙2.4m高--2.4×2.4×1.2=6.912KN/m2，

板上所砌隔墙转换为线荷载为：

2.4×（2.1+2.4）×2.8/6.6=4.58KN/m，

两边跨梁上均布荷载：

5.4+7.84×3.9+4.58+

6.912=60.75KN/m，

中间跨梁上均布荷载：

0.3×0.6×25×1.2=5.4KN/m，

中间跨梁上三角形荷载（板传来）：

7.84×2.4=18.82KN/m，

地下室至三层顶框架梁上荷载：

梁自重--0.3×0.6×25×1.2=5.4KN/m2，

板荷载--4.2×1.2+2×1.4=7.84KN/m2，

200厚陶粒砼砌块墙3.0m高--2.4×3.0×1.2=8.KN/m2，两边跨梁上均布荷载：

5.4+7.84×3.9+8.=44.62KN/m，

中间跨框架梁上荷载与4～9层顶框架梁上荷载相同。

竖向荷载作用下框架计算简图见（图-4）。

2.内力计算

多层多跨框架在竖向荷载作用下的内力近似按分层法计算。除底层以外，上层各柱线刚度均乘以0.9进行修正，这些柱的传递系数均取-1/3，底层柱的传递系数均取-1/2。竖向荷载引起的各层框架梁固端弯矩见（表-6）。弯矩分配系数计算公式为αj=ij/Σij。各节点弯矩分配系数计算结果见（表-7）。内力分层计算结果见（图-5）～（图-8）。

竖向荷载作用下框架梁固端弯矩值表-6

层数BC跨CD跨DE跨

左支座右支座左支座右支座左支座右支座

10-170.39170.39-10.2610.26-170.39170.39

9-220.52220.52-8.248.24-220.52220.52

8-220.52220.52-8.248.24-220.52220.52

7-220.52220.52-8.248.24-220.52220.52

6-220.52220.52-8.248.24-220.52220.52

5-220.52220.52-8.248.24-220.52220.52

4-160.40220.52-8.248.24-220.52160.40

3-161.97161.97-8.248.24-161.97161.97

2-161.97161.97-8.248.24-161.97161.97

1-161.97161.97-8.248.24-161.97161.97

-1-161.97161.97-8.248.24-161.97161.97

各杆节点弯矩分配系数表-7

层数B轴C轴D轴E轴

下柱上柱梁下柱上柱梁左梁右下柱上柱梁左梁右下柱上柱梁

100.53200.4680.23300.2050.5620.23300.5620.2050.53200.468

90.3470.3470.3060.10.10.10.4580.10.10.4580.10.3470.3470.306

80.3470.3470.3060.10.10.10.4580.10.10.4580.10.3470.3470.306

70.3470.3470.3060.10.10.10.4580.10.10.4580.10.3470.3470.306

60.3470.3470.3060.10.10.10.4580.10.10.4580.10.3470.3470.306

5

0.3470.3470.3060.10.10.10.4580.10.10.4580.10.3470.3470.306

40.4990.2670.2340.3030.1620.1430.3920.3030.1620.3920.1430.4990.2670.234

30.4050.4050.1900.2660.2660.1250.3430.2660.2660.3430.1250.4050.4050.190

20.4050.4050.1900.2660.2660.1250.3430.2660.2660.3430.1250.4050.4050.190

10.4050.4050.1900.2660.2660.1250.3430.2660.2660.3430.1250.4050.4050.190

-10.4050.4050.1900.2660.2660.1250.3430.2660.2660.3430.1250.4050.4050.190

竖向荷载作用下框架弯矩图见（图-9）。

竖向荷载作用下柱轴力及梁剪力图见（图-10）。

一层顶的梁内力组合值及C轴柱内力组合值见（表-8）和（表-9）。11轴框架一层顶梁内力组合表-8

部位组号内力竖向荷载作用下风荷载作用下组合内力

BC跨左支座1Mmax

V139.76×0.8=111.81

145.27114.82×1.4=160.75

27.67×1.4=38.74272.56

184.01

2Mmin

V111.81

145.27-106.75

-38.74-48.94

106.53

跨中1Mmax96.×1.2=115.97（114.82-67.8）×1.4/2=32.91148.88右支座1Mmax

V152.86×0.8=122.29

149.2367.8×1.4=94.92

27.67×1.4=38.74217.21

187.97

2Mmin

V122.29

149.23-94.92

-38.7427.37

110.49

CD跨左支座1Mmax

V44.27×0.8=35.42

17.77186.53×1.4=261.14

155.44×1.4=276.62296.56

294.39

2Mmin

V35.42

17.77-261.14

-276.62-225.72

-258.85

跨中1Mmax36.68×1.2=44.02044.02

右支座1Mmax

V43.65×0.8=34.92

17.77186.53×1.4=261.14

155.44×1.4=276.62296.06

314.39

2Mmin

V34.92

17.77-261.14

-276.62-226.22

-258.85

DE跨左支座1Mmax

V152.86×0.8=122.29

149.2367.8×1.4=94.92

27.67×1.4=38.74217.21

187.97

2Mmin

V122.29

149.23-94.92

-38.7427.37

110.49

跨中1Mmax95.90×1.2=115.08（114.82-67.80）×1.4/2=32.91147.99右支座1Mmax

V141.24×0.8=112.99

145.49114.82×1.4=160.75

27.67×1.4=38.74273.74

184.23

2Mmin

V112.99

145.49-160.75

-38.74-47.76

106.75

11轴框架C轴柱部分截面内力组合表-9

楼层部位组号内力竖向荷载作用下风荷载作用下组合内力

地下室顶柱上端1|M|max54.30114.84×1.4=156.58210.88

N6244.81-869.74×1.4=-1217.265027.55

2M54.30-114.84×1.4=-156.58-102.28

Nmax6244.81869.74×1.4=1217.267462.07

柱下端1|M|max27.20136.70×1.4=191.38218.58

N6244.81-869.74×1.4=-1217.265027.55

2M27.20-136.70×1.4=-191.38-163.18

Nmax6244.81869.74×1.4=1217.267462.07

10层顶柱上端1|M|max66.7317.66×1.4=24.3091.03

N658.81-8.36×1.4=-11.707.11

2M66.73-17.66×1.4=-24.3042.43

Nmax658.818.36×1.4=11.70670.51

柱下端1|M|max84.8114.20×1.4=19.88104.69

N658.81-8.36×1.4=-11.707.11

2M84.81-14.20×1.4=-19.88.93Nmax658.818.36×1.4=11.70670.51

七．梁截面设计

以地下室顶BC跨左支座截面为例。该截面负弯矩设计值为M=272.56KN.m，剪力设计值为V=184.01KN。

1．正截面承载力计算

求梁截面受压区高度：

x=h0-（h02-2M/fcmb）1/2

=565-（5652-2×272.56×106/12.5/300）1/2

=135mm

本工程建于6°抗震设防地区，可以不进行地震作用计算，根据规范规定，取无地震作用组合的情况，采用x≤ξbh0=0.544×565=307.36mm，满足要求。

梁抗弯钢筋截面面积As计算：

As=fcmbx/fy=13.5×300×135/310=17mm2

纵向受拉钢筋最小配筋百分率ρ=0.25%，最小配筋量为300×600×0.25%=4504mm2，为配筋选用4Φ25。

2．斜截面承载力计算

截面校核：

0.25fcbh0=0.25×12.5×300×565=529688N

=529.69KN>V=184.01KN

截面满足要求。

斜截面的受剪承载力按下式计算：

Vcs≤0.07fcbh0+1.5fyv（A sv/s）h0

Asv/s=（Vcs-0.07fcbh0）/1.5fyvh0

=（184.01×103-0.07×12.5×300×565）/1.5×210×565

=35697.5/177975=0.201

取双肢φ8@250Asv/s=101/250=0.404>0.201

箍筋的配箍率ρsv=Asv/bs，尚不应小于0.02fc/fyv。

（0.02fc/fyv）b=（0.02×12.5/210）×300=0.357，

取双肢φ8@250Asv/s=101/250=0.404>0.357。

根据规范中有关梁箍筋的构造要求及（表-10）的规定，梁端箍筋加密区长度取750mm，在加密区中箍筋最大间距取纵向钢筋直径的8倍，梁高的1/4或150mm三者中的最小值。实际取箍筋间距150mm。

一层顶框架梁其余各截面配筋计算结果见（表-10）

11轴框架一层顶梁配筋计算表表-9

跨号BC跨CD跨DE跨

位置左支座跨中右支座左支座跨中右支座左支座跨中右支座

M（KN.m）-272.56148.68-217.21-296.56-44.02-296.56-217.21147.99-273.74

X13575114121111475135

As（mm2）1798014214327421431498017

选筋4Φ254Φ204Φ255Φ252Φ205Φ254Φ254Φ204Φ25

V（KN）184.01187.97294.39314.39187.97184.23

箍筋配置φ8@150

φ8@200

φ8@150φ8@200

φ8@100

φ8@150

φ8@200

φ8@150

八．柱截面设计

C轴地下室柱内力设计值：M=218.58KN.m，N=5027.55KN。

柱计算长度l0=1.0H=3.6m，

e0=M/N=218.58/5027.55=0.043m，

ea=0.12（0.3h0-e0）=0.12（0.3×0.565-0.043）=0.015m，

ei=e0+ea=0.043+0.015=0.058m，

柱长细比l0/h=3.6/0.6=6<8，取η=1。

e=ηei+h/2-as=1×0.058+0.3-0.025=0.333m。

按对称配筋矩形截面计算：

判别大小偏心受压：

Nb=fcmbξbh0=19.5×600×0.544×565=359611N<5027.55KN

因为Nbξ=（N-fcmbξbh0）/（fcmbh0+（Ne-0.45fcmbh02）/（0.8-ξb）（h0-as））+ξb，

按上式计算ξ=0.0。

As=A’s=（Ne-fcmbh02ξ（1-0.5ξ））/fy（h0-a’s）

按上式计算As=A’s=-1020mm2。

根据规范规定，框架柱纵向受力钢筋最小配筋百分率对角柱全部纵筋不小于0.8%，对于中柱、边柱全部纵筋不小于0.6%，今取配筋率为0.8%，另外单边纵向受压钢筋配筋率不小于0.2%，即：

A’s=565×600×0.2%=678mm2，

柱每边实配4Φ20，As=1256mm2，柱周边共配12Φ20，全部纵筋配筋率为：

3768/（600×600）×100%=1.05%>0.8%，

柱端部箍筋加密区长度取600，箍筋最小体积配箍率取0.8%。

柱箍筋取双向4肢φ10@200，满足陪箍百分率。

该柱几个代表性截面处配筋计算结果见（表-11）。配筋计算得负值时为构造配筋。

11轴框架C轴柱部分截面配筋计算表表-11

截面

位置弯矩(KN.m)轴力（KN）柱截面（mm2）砼级别e（m）ηAs（mm2）实配

纵筋实配

箍筋

地下室上端210.885027.55600×600C400.3321-102012Φ204φ10@200

102.287462.07600×600C400.3081259712Φ204φ10@200

地下室下端218.585027.55600×600C400.3331-102012Φ204φ10@200

163.187462.07600×600C400.3151292412Φ204φ10@200

10层

上端91.037.11500×500C300.4161-4998Φ203φ10@200

42.43670.51500×500C300.3471-6528Φ203φ10@200下端104.697.11500×500C300.4371-2318Φ203φ10@200

.93670.51500×500C300.3771-5288Φ203φ10@200

九．楼板配筋设计

1．楼盖结构布置

以三层楼板为例，其结构布置见（图-11），板厚如前所述选用120mm，水泥砂浆面层20厚，混合砂浆天棚抹灰15厚，楼面活荷载标准值为2.0KN/m2，混凝土采用C20（fcm=11N/mm2），钢筋为I级钢（fy=210N/mm2）。

2．荷载计算

20厚水泥砂浆面层0.02×20=0.40KN/m2，

120厚楼板自重0.12×25=3.00KN/m2，

15厚混合砂浆天棚抹灰15厚0.015×17=0.26KN/m2，

恒荷标准值 3.66KN/m2，

恒荷设计值g=3.66×1.2=4.4KN/m2，

活荷设计值q=2.00×1.4=2.8KN/m2，

合计p=g+q=7.2KN/m2。

3．内力计算（按塑性理论）

B-1：ly/lx=8.1/3.9=2.1<3属于双向板

B-2：ly/lx=6.6/3.9=1.7<3属于双向板

B-3：ly/lx=3.9/3.3=1.2<3属于双向板

B-4：ly/lx=5.4/3.9=1.4<3属于双向板

B-5：ly/lx=7.8/3.3=2.4<3属于双向板

B-6：ly/lx=7.8/2.4=3.3>3属于单向板

（1）B-1（角区格）

计算跨度：lx=l0=3.9-0.05-0.125=3.725m，

ly=l0=8.1-0.05-0.15=7.90m，

n=ly/lx=7.90/3.725=2.12，

取α=1/n2=0.22，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（7.9-3.725/4）mx=6.97mx，

My=（3/4）αlxmx=（3/4）×0.22×3.725mx=0.61mx，

M’x=βlymx=2×7.9mx=15.8mx,M’’x=0,

M’y=βαlxmx=2×0.22×3.725mx=1.mx,M’’y=0,

代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12

2×6.97mx+2×0.61mx+15.8mx+1.mx

=（3×7.9-3.725）7.2×3.7252/12

故得：

mx=5.1KN.m/m，

my=αmx=0.22×5.1=1.12KN.m/m，

m’x=βmx=2×5.1=10.2KN.m/m，m’’x=0,

m’y=βmy=2×1.12=2.24KN.m/m，m’’y=0。

（2）B-1（边区格）

lx=l0=3.9-0.15-0.125=3.625m，ly=l0=8.1-0.05-0.15=7.90m，

n=ly/lx=7.90/3.625=2.18，

取α=1/n2=0.21，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（7.9-3.625/4）mx=6.99mx，My=（3/4）αlxmx=（3/4）×0.21×3.625mx=0.57mx，M’x=βlymx=2×7.9mx=15.8mx,M’’x=10.2×7.8=79.56, M’y=βαlxmx=2×0.21×3.625mx=1.52mx,M’’y=0,

代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12 2×6.99mx+2×0.57mx+15.8mx+79.56+1.52mx

=（3×7.9-3.625）7.2×3.6252/12

故得：

mx=2.5KN.m/m，

my=αmx=0.21×2.5=0.53KN.m/m，

m’x=βmx=2×2.5=5.0KN.m/m，m’’x=10.2,

m’y=βmy=2×0.53=1.06KN.m/m，m’’y=0。

（3）B-2（边区格）

lx=l0=3.9-0.15-0.125=3.625m，

ly=l0=6.6-0.05-0.15=6.40m，

n=ly/lx=6.40/3.625=1.77，

取α=1/n2=0.32，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（6.4-3.625/4）mx=5.49mx，My=（3/4）αlxmx=（3/4）×0.32×3.625mx=0.87mx，M’x=βlymx=2×6.4mx=12.8mx=M’’x，

M’y=βαlxmx=2×0.32×3.625mx=2.32mx,M’’y=0,

代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12 2×5.49mx+2×0.87mx+2×12.8mx+2.32mx

=（3×6.4-3.625）7.2×3.6252/12

故得：

mx=3.0KN.m/m，

my=αmx=0.32×3.0=0.96KN.m/m，

m’x=βmx=2×3.0=6.0KN.m/m=m’’x,

m’y=βmy=2×0.96=1.92KN.m/m，m’’y=0。

（4）B-3（边区格）

lx=l0=3.9-0.05-0.125=3.725m，

ly=l0=3.3-0.125-0.15=3.025m，

n=ly/lx=3.025/3.725=0.812，

取α=1/n2=1.52，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（3.025-3.725/4）mx=2.1mx，My=（3/4）αlxmx=（3/4）×1.52×3.725mx=4.25mx，M’x=M’’x=0，

M’y=βαlxmx=2×1.52×3.725mx=11.32mx=M’’y,

代入公式：2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12 2×2.1mx+2×4.25mx+2×11.32mx

=（3×3.025-3.725）7.2×3.7252/12

故得：

mx=1.26KN.m/m，

my=αmx=1.52×1.26=1.92KN.m/m，

m’x=m’’x=0,

m’y=βmy=2×1.92=3.84KN.m/m=m’’y。

（5）B-4（边区格）

lx=l0=3.9-0.15-0.125=3.625m，

ly=l0=5.4-0.125-0.15=5.125m，

n=ly/lx=5.125/3.625=1.41，

取α=1/n2=0.5，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（5.125-3.625/4）mx=4.22mx，My=（3/4）αlxmx=（3/4）×0.5×3.625mx=1.36mx，M’x=βlymx=2×5.125mx=10.25mx=M’’x，

M’y=βαlxmx=2×0.5×3.625mx=3.625mx，M’’y=0,代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12 2×4.22mx+2×1.36mx+2×10.25mx+3.625mx

=（3×5.125-3.625）7.2×3.6252/12

故得：

mx=2.63KN.m/m，

my=αmx=0.5×2.63=1.31KN.m/m，

m’x=2×2.63=5.26KN.m/m=m’’x,

m’y=βmy=2×1.31=2.62KN.m/m，m’’y=0。

（6）B-5（边区格）

lx=l0=7.8-0.3=7.5m，

ly=l0=3.3-0.125-0.15=3.025m，

n=ly/lx=3.025/7.5=0.4，

取α=1/n2=6.15，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（3.025-7.5/4）mx=1.15mx，My=（3/4）αlxmx=（3/4）×6.15×7.5mx=34.6mx，M’x=βlymx=2×3.025mx=6.05mx=M’’x，

M’y=βαlxmx=2×6.15×7.5mx=92.25mx，M’’y=0,

代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12 2×1.15mx+2×34.6mx+2×6.05mx+92.25mx

=（3×3.025-7.5）7.2×7.52/12

故得：

mx=0.3KN.m/m，

my=αmx=6.15×0.3=1.86KN.m/m，

m’x=2×0.3=0.6KN.m/m=m’’x,

m’y=βmy=2×1.96=3.72KN.m/m，m’’y=0。

（7）B-6（单向板）

lx=l0=7.8-0.3=7.5m，

ly=l0=3.3-0.125-0.15=3.025m，

mx=m’x=0,

my=m’y=ql2/11=7.2×2.12/16=1.98KN.m/m,

4．配筋计算

各区格板跨中及支座弯矩既已求得，取截面有效高度hox=100mm，hoy=90mm，可近似按As=M/（0.95hofy）计算钢筋截面面积，计算结果见（表-12）

三层顶楼板配筋计算表表-12

截面Mmax（KN.m）h0（mm）As（mm2）配筋实配

跨中lx方向A-C轴之间6.99100350φ8@130

387

C-D轴之间01000φ6@200

141

B-31.2610063φ6@200

141

D-E轴之间6.99100350φ8@130

387

Ly方向1-2,14-15轴之间1.90110φ6@200

141

2-3,13-14轴之间1.90110φ6@200

141

3-6,10-13轴之间1.90110φ6@200

141

6-7,9-10轴之间1.90110φ6@200

141

7-9轴之间1.90110φ6@200

141

支座lx方向1,15轴上A-C轴之间01000φ6@200

141

2,14轴上A-C轴之间10.2100511φ10@150

523

5,6,10,11,3-13

轴上A-C轴之间6.0100501φ8@150

335

1,2,14,15

轴上D-2/D轴之间01000φ8@200

251

3,13轴上D-E轴之间01000φ8@200

251

4,12轴上D-E轴之间6.0100301φ8@150

335

Ly方向A,B,E轴上0900φ8@200

251C,D轴上1.929096φ8@200

251

2/D轴上7-9轴之间0900φ8@200

251

十．楼梯配筋设计

本工程采用现浇板式楼梯，砼强度等级为C20，钢筋直径d≥14mm时采用II级钢，d≤12mm 时采用I级钢。楼梯活荷载为2.5KN/m2。

楼梯结构布置见（图-12）。斜板两端与平台梁和楼梯梁整结，平台板一端与平台梁整结，另外三端与框架梁整结，平台梁两端与框架梁整结。

1．斜板TB-1设计

取1m宽板带作为计算单元。

（1）确定斜板厚度t

斜板的水平投影净长为：

l1n=3300mm，

斜板的斜向净长为:

l’1n=l1n/cosα=3300/(300/（1502+3002)1/2)=3300/0.4

=3691mm，

斜板的厚度：

t1=（1/25～1/30）l’1n=（1/25～1/30）3691=147～123mm,取t1=120mm。

（2）荷载计算

见（表-13）

楼梯斜板荷载计算表-13

荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数设计荷载（KN/m）

恒荷载栏杆自重0.21.20.24

锯齿形斜板自重γ1(d/2+t1/cosα)=

25(0.15/2+0.12/0.4)=5.231.26.28

30厚水磨石面层γ1c1(e+d)/e=

25×0.03(0.15+0.3)/0.3=1.131.21.36

板底20厚纸筋灰γ3c2/cosα=

16×0.02/0.4=0.361.20.43

小计g6.928.31

活荷载q2.51.43.5

总计p9.2411.81

（3）计算简图

如（图-13）所示，计算跨度取斜板水平投影净长l1n=3300mm。

（4）内力计算

斜板的内力，一般只需计算跨中最大弯矩即可。

考虑到斜板两端均与梁整结，对板有约束作用，所以跨中最大弯矩取：

M=Pl21n/10=11.81×3.32/10=12.86KN.m，

（5）配筋计算

h0=t1-20=120-20=100mm。

αs=M/fcmbh02=12.86×106/（11×1000×1002）=0.117

γs=0.5（1+（1-2αs）1/2）=0.5（1+（1-2×0.117）1/2）=0.938

As=M/fyγsh0=12.86×106/（210×0.938×100）=653mm2。

选用：受力钢筋--φ10@120，As=654mm2，

分布钢筋—φ6@300，（即每一踏步下放一根）

2．平台板PB-1设计

（1）平台板计算简图

取1m宽作为计算单元

平台板近似地按短跨方向的简支板计算，

计算简图见（图-14）。

计算跨度：由于平台板两端均与梁整结，所以计算跨度取净跨：l2n=1300mm，平台板厚度取取t2=90mm。

（2）荷载计算

见（表-14）

楼梯平台板荷载计算表-14

荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数设计荷载（KN/m）

恒载平台板自重25×0.09×1=2.251.26.28

30厚水磨石面层25×0.03×1=0.751.21.36

板底20厚纸筋灰16×0.02×1=0.321.20.43

小计g3.323.98

活荷载q2.51.43.5

总计p5.827.48

（3）内力计算

考虑到平台板两端梁的嵌固作用，中最大弯矩取：

M=Pl21n/10=7.48×1.32/10=1.26KN.m，

（4）配筋计算

h0=t1-20=90-20=70mm。

αs=M/fcmbh02=1.26×106/（11×1000×702）=0.023

γs=0.5（1+（1-2αs）1/2）=0.5（1+（1-2×0.023）1/2）=0.988

As=M/fyγsh0=1.26×106/（210×0.988×100）=87mm2。

选用：受力钢筋—φ6@200，As=141mm2，

分布钢筋—φ6@250，（即每一踏步下放一根）

3．平台板PB-2设计

（1）平台板计算简图

取1m宽作为计算单元

平台板近似地按两邻边嵌固、两邻边简支的双向板计算，

计算跨度：lx3n=2550mm，ly3n=3200mm，

平台板厚度取取t3=100mm。

（2）荷载计算

见（表-14）。

（3）内力计算

n=ly/lx=3.20/2.55=1.255，

取α=1/n2=0.，取β=2，

Mx=（ly-lx/4）mx=（3.2-2.55/4）mx=2.5625mx，

My=（3/4）αlxmx=（3/4）×0.×2.55mx=1.224mx，

M’x=βlymx=2×3.2mx=6.4mx,M’’x=0,

M’y=βαlxmx=2×0.×2.55mx=3.2mx,M’’y=0,代入公式：

2Mx+2My+M’x+M’’x+M’y+M’’y=（3ly-lx）Plx2/12

2×2.5625mx+2×1.224mx+6.4mx+3.2mx

=（3×3.2-2.55）7.2×2.552/12

故得：

mx=1.7KN.m/m，

my=αmx=0.×1.7=1.1KN.m/m，

m’x=βmx=2×1.7=3.4KN.m/m，m’’x=0,

m’y=βmy=2×1.1=2.2KN.m/m，m’’y=0。

（4）配筋计算

h0x=100-20=80mm，h0y=100-30=70mm。

跨中：

αxs=M/fcmbh02=1.7×106/（11×1000×802）=0.024

γxs=0.5（1+（1-2αs）1/2）=0.5（1+（1-2×0.024）1/2）=0.988

Axs=M/fyγsh0=1.7×106/（210×0.988×80）=102mm2；

αys=1.1×106/（11×1000×702）=0.020

γys=0.990

Ays=1.1×106/（210×0.990×70）=76mm2。

支座：

αxs=3.4×106/（11×1000×802）=0.048

γxs=0.975

Axs=3.4×106/（210×0.975×80）=208mm2；

αys=2.2×106/（11×1000×702）=0.041

γys=0.980

Ays=2.2×106/（210×0.980×70）=153mm2。

选用钢筋：

跨中：受力钢筋—φ6@200，As=141mm2，

分布钢筋—φ6@200，As=141mm2，

支座：受力钢筋—φ8@200，As=251mm2，

分布钢筋—φ6@150，As=1mm2。

4．平台梁TL-1设计

（1）平台梁计算简图

平台梁两端搁置在框架梁（或构造柱）上，所以计算跨度取l=l4n=3300-100=3200mm，平台梁计算简图见（图-15）

平台梁截面尺寸为：

b=250mm，h=350mm。

（2）荷载计算

荷载计算见（表-15）

平台梁荷载计算表表-15

荷载种类荷载标准值（KN/m）荷载分项系数设计荷载（KN/m）

恒载由斜板传来恒载6.92×l1n/2=6.92×3.3/2=11.421.213.7

由平台板传来恒载3.32×lx3n/2=3.32×2.55/2=4.2331.25.08

平台梁自重25×0.09×1×0.35=2.51.23.0

平台梁上30厚水磨石面层25×0.03×1×0.2=0.151.20.18平台梁底和侧面20厚纸筋灰16×0.02×1[0.25+2(0.35-0.12)]

=0.261.20.31

小计g18.56322.27

活荷载q2.5×1×(3.3/2+2.55/2+0.25)=7.941.411.12

总计p26.50333.39

（3）内力计算

平台梁跨中截面最大弯矩：

M=pl4n2/8=33.39×3.22/8=42.74KN.m，

平台梁支座截面最大剪力：

V=pl4n/2=33.39×3.2/2=53.42KN

（4）截面设计

a．正截面承载力计算

h0=h-35=350-35=315mm，

αs=33.39×106/（11×250×3152）=0.122

γys=0.935

Ays=33.39×106/（310×0.935×315）=365mm2。

考虑到平台梁两边受力不均，有扭矩存在，纵向受力钢筋酌量增大，故选用3Φ16，As=603mm2。

b．斜截面承载力计算

V/fcbh0=53.42×103/（10×250×315）=0.068<0.07，

需要配置腹筋，选用φ6@200双肢箍，则

Vcs=0.07fcbh0+1.5fyvh0（nAsv1/s）

=0.07×10×250×315+1.5×210×315（2×28.3/200）

=55125+28081=83206N≈83.21KN。

Vcs>V，满足抗剪要求。

基础部分

高层建筑基础所占的工程量大、造价高、消耗的材料多、对建筑物施工工期影响很大。一般9～16层的高层建筑，基础部分的工期占总工期的1/3左右，造价也占总造价的1/3左右。因此，基础设计对高层建筑的经济技术指标有较大影响。

一．分析地质资料、选择合理基础形式

本工程场地地基土主要由第四纪冲、洪积物和基岩组成，由上而下分布为：①粉土，软塑-可塑，承载力低；②粉质粘土，软塑-可塑，含淤泥质土，承载力低；③细砂，饱和、稍密，承载力较低；④粉土，软塑-可塑，含淤泥，承载力较低；⑤中粗砂，稍密-中密，承载力较高；⑥粉土，可塑，承载力低；⑦碎石，中密-密实，由粘性土填充，承载力很高；⑧强风化片麻岩，承载力很高；⑨中风化片麻岩，承载力很高。场地地下水类型为潜水，水位在自然地面以下0.5～0.7m，无侵蚀性。该场地第①、③、④层土在地震烈度为7度时具有液化特性。

根据上述地质资料描述可知，该地基土在沉积过程中分布不均，每层土的物理-力学性能指标有较大差异，容易产生不均匀沉降。因此，需要在结构上采取必要的加强措施，以及在基础选型上选用比较合理的基础型式。

从地质剖面上来看，本工程场地上部土层较软，承载力较低，而且中部有软弱下卧层，故不宜作为天然地基，而下部有可作为持力层的坚实土层，故宜采用桩基础。

若采用筏型基础或交叉梁式基础，因本工程柱网尺寸较大，筏板及基础梁断面会很大，从经济角度考虑，不宜采用此种基础形式。

若采用箱型基础，虽然其整体性较好，能够减少差异沉降量，但本工程土层压缩性较高，其基础总沉降量不易满足。

采用桩基础就可以解决上述问题的困扰，而且，一旦发生罕遇地震时，建筑物不至于因为地基土液化而倒塌或损坏，因为桩基础可以跨过软弱土层将上部荷载传给下部较好土层。

综上所述。本工程基础形式最终定为桩基础。

二．确定基础埋深

基础的埋深必须满足地基承载力和稳定性的要求，防止倾覆和滑移。高层建筑的基础埋深，对于桩基础不宜小于建筑物高度的1/15，桩的长度不计在内。本工程因为有地下室（层高3.6m），故取基础承台顶面标高为-3.8m。

三．选择桩型

根据本工程场地地基土层状况，查桩基规范（JGJ94-94）“成桩工艺选择参考表”，本工程适合采用振动沉管灌注桩。该桩型可以穿越地基上部软弱土层，使桩尖达到下部碎石层。

本工程拟采用直径为400mm的振拔桩，桩长定为12m，持力层为碎石层，桩身砼强度等级为C20。

四．单桩承载力的计算和桩数的确定

1．计算单桩承载力

根据地质资料给出的土的性质，查桩基规范可得桩的极限侧阻力标准值qsik，和极限端阻力标准值qpk。如下：

qs1k=40Kpa，qs2k=35Kpa，qs3k=33Kpa，qs4k=43Kpa，qs5k=58Kpa，qs6k=48Kpa，qs7k=110Kpa，qpk=8500Kpa。

根据土的物理指标与承载力参数之间的经验关系，确定单桩竖向极限承载力标准值时，按下式计算：

Quk=Qsk+Qpk=uΣqsikli+qpkAp

因桩径为400，故u=πd=3.14×0.4=1.256m，Ap=πr2=3.14×0.22=0.1256m2。

Quk=1.256（35×2.4+33×2.5+43×3.5+58×0.9+48×1.8+110×0.5）+8500×0.1256=1.256×510.6+1067.6

=1.3+1067.6=1708.9

单桩竖向极限承载力设计值为：

R=Quk/γsp=1708.9/1.70=1005KN

2．桩数的确定和布置

按试算法，偏心受压时所需的桩数n，可按中心受压计算并乘以一个增大系数μ=1.1～1.2。即：

n=μ（F+G）/R

（1）中柱

F=7462K，NM=102KN.m，G=1.2×25×3.2×6.8×1.2=783KN.

则n1=1.1×(7462×2+783)/1005=17.2

取n1=18，设桩中心距为S=3.5d=3.5×400=1400mm。

根据布桩原则，采用（图-16）的布桩形式。

（2）边柱

F=5378K，NM=149.4KN.m，G=1.2×20×3.6×1.2×4.0=415KN.

则n2=1.1×(5378+415)/1005=6.34

取n2=6，设桩中心距为S=3.5d=3.5×400=1400mm。

根据布桩原则，采用（图-17）的布桩形式。

五．单桩承载力验算

按下式计算:

Q=（F+G）/n≤R，

Qmax=（F+G）/n±Mxmax/Σxi2±Mymax/Σyi2。

（1）中柱

对于中柱，因为两柱距离较近，承台已连成一个整体，而承台刚度又比较大，故柱根弯矩完全由承台来承担，对桩基础不会产生偏心荷载，可不验算Qmax，只需验算Q≤R。

Q=(7462×2+783)/18=873（2）边柱

Q=(5378+415)/6=966Qmax=(5378+415)/6+149.5×1.4/2(2×1.42)=966+27=993KN

Qmin=(5378+415)/6-149.5×1.4/2(2×1.42)=966-27=939KN

>0,满足要求。

六．基础结构设计

1．桩身设计

查桩基规范可知，当桩顶轴向压力满足下式要求时，桩身可按构造配筋。

γ0≤fcA，

本工程γ0=1，Nmax=993KN，fC=10N/mm2，A=0.1256m2。

fcA=10×125600=1256000N=1256KN>γ0N=993KN。

故本工程可以按构造配筋。

本工程建筑桩基安全等级为二级，根据规范要求，桩身需配置4～8根φ10～φ12的桩顶与承台连接钢筋，锚入承台至少30倍主筋直径，且伸入桩身长度不小于5d，对于沉管灌注桩，配筋长度不应小于承台下软弱土层层底深度。

本工程桩身配5根φ12主筋，箍筋为φ6＠100/200。主筋通长配置。

2．承台设计

（1）中柱下承台CT-1

a．承台采用C30砼，设承台高为h=1200mm，则承台有效高度为h0=1200-50=1150mm。b．冲切强度验算

按下式验算：Vmax≤Vc=0.6ftbmh0，

Vc=0.6×1.5×5600×1150=5796000N=5796KN,

Vmax=873×3=2619KNc．抗剪强度验算

按下式验算：

V≤0.07fcbmh0，

对于1-1截面：

0.07fcbmh0=0.07×15×5600×1150=6762000N=6762KN,

V=873×6=5238KN<6762KN,满足要求。

对于2-2截面：

0.07fcbmh0=0.07×15×5120×1150=6168200N=6168.2KN,V=873×2=1746KN<6168.2KN,满足要求。

d．弯矩和配筋计算

M1-1=ΣQixi

=3×873×(0.72×3-0.3)+2×873×(0.72×3-0.3)+3×873×(0.72-0.3)

=4871.34+3247.56+1099.98

=9218.88KN.m

M2-2=ΣQiyi

=4×873×(1.2-0.3)

=3142.8KN.m

沿x轴方向的钢筋截面面积：

As=M1-1/0.9h0fy

=9218.88×106/(0.9×1150×310)=287326.8mm2,

配筋太大,取h=1500mm,则h0=1450mm

As=M1-1/0.9h0fy

=9218.88×106/(0.9×1450×310)=22788mm2,

沿x轴方向单位长度内钢筋截面面积：

s=22788/5.6=4069mm2/m,

选Φ22＠100(As=4181.1mm2/m)。

沿y轴方向的钢筋截面面积：

As=M2-2/0.9h0fy

=3142.8×106/(0.9×1450×310)=7769mm2,

沿y轴方向单位长度内钢筋截面面积：

s=7769/5.12=1517mm2/m,

选Φ18＠150(As=1781.5mm2/m)。

（2）边柱下承台CT-2

a．承台采用C30砼，设承台高为h=900mm，则承台有效高度为h0=900-50=850mm。b．冲切强度验算

按下式验算：Vmax≤Vc=0.6ftbmh0，

Vc=0.6×1.5×2200×850=1683000N=1683KN,

Vmax=993×2=1986KN＞Vc,不满足要求。

取h=1100mm，则h0=1100-50=1050mm。

Vc=0.6×1.5×2200×1050=2079000N=2079KN＞Vmax，

满足要求。

c．抗剪强度验算

按下式验算：

V≤0.07fcbmh0，

对于1-1截面：

0.07fcbmh0=0.07×15×2200×1050=2425500N=2425.5KN,

V=993×2=1986KN<2425.5KN,满足要求。

对于2-2截面：

0.07fcbmh0=0.07×15×3600×1050=3969000N=3969KN,

V=966×4=38KN<3969KN,满足要求。

d．弯矩和配筋计算

M1-1=ΣQixi=2×993×(1.4-0.3)

=2184.6KN.m

M2-2=ΣQiyi

=3×966×(0.7-0.3)

=1159.2KN.m

沿x轴方向的钢筋截面面积：

As=M1-1/0.9h0fy

=2184.6×106/(0.9×1050×310)=7457mm2,沿x轴方向单位长度内钢筋截面面积：s=7457/2.2=3390mm2/m,

选Φ20＠100(As=3456.2mm2/m)。

沿y轴方向的钢筋截面面积：

As=M2-2/0.9h0fy

=1159.2×106/(0.9×1050×310)=3957mm2,沿y轴方向单位长度内钢筋截面面积：s=3957/3.6=1517mm2/m,

选Φ16＠150(As=1340mm2/m)。下载本文