第一篇：水工結構設計的可靠度計算分析論文

結構可靠性是研究結構在各種隨機因素作用下的安全問題。應用可靠性理論可以解決結構的強度、剛度、穩定性等問題。該理論以概率論、數理統計方法和隨機過程理論為基礎，從系統角度出發，將結構系統的設計、分析、評價、檢測和維護融為一體[1].隨著計算機技術的發展，結構可靠度已從科學理論研究發展到了廣泛應用階段[2-3], 目前它已在水利、航空、機械、土建等領域得到應用。

在進行水工結構的設計時，過去多采用單一安全系數等方法，具有簡單、明了、概念明確的優點，在工程實際應用中也已積累了豐富的經驗，實踐證明這一方法是基本可行的。可是，這種設計方法實際上是用定數模型來處理不確定性問題，本身在理論上存在著不足，這也就使得該方法不能較好地評價水工結構或邊坡結構的穩定程度、真實的安全狀態[4].水利工程中的壩體結構可靠或不可靠是受各種外界及自身內部隨機因素影響的。結構絕對可靠是不可能的，只能說其失效概率極小。為了使結構設計更為可靠，國家先后頒布了《水利水電工程結構可靠度設計統一標準》（GB 50199-94），及《水工混凝土結構設計規范》（SL/T 191-96）等規范，以期打破過去水利水電技術標準采用傳統的單一安全系數的做法，將可靠性理論得以推廣[5-6].其后，發布了《水工混凝土結構設計規范》（SL 191-2008）、《水利水電工程結構可靠性設計統一標準》（GB 50199-2013）等規范性文件，對舊的設計規范進行替換，可靠度理論在水利設計中逐漸趨于方便與快捷。同時，周新剛、Guo L、趙國藩等學者結合有限體積法（FVM）、蒙特卡羅等方法對結構耐久可靠度進行了模擬研究以及闡述了國外結構可靠性的研究進展[7-9], 但是在研究過程中，多集中于某項實驗分析，與目前國內采用的設計規范對比性不足，因此本文結合我國現行規范對水工結構設計中的可靠度方法展開研究。

1、水利工程結構可靠度計算模型

根據《水利水電工程結構可靠性設計統一標準》（GB 50199-2013）等規范性文件 ,目前水工結構可靠度的分析計算主要采用“作用效應-結構抗力”計算模型或在其基礎上進行變化的模型。根據可靠性的定義，結構失效之后即不可靠。因此，在明確結構功能和失效模式條件下，結構可靠度就可定量地表示[10]:若結構抗力小于施加在它上面的作用效應，結構就失效，此事件發生的概率即為失效概率。

基于此，定義如下：作用效應用 S 表示，其為非負隨機變量或隨機過程；結構抗力用 R 表示，也為非負隨機變量或隨機過程； 當作用效應 S 不超過結構抗力 R 時，結構被認為是可靠的，否則，被認為是失效的。用數學方程表示為：

（1）結構處于可靠狀態，結構的工作狀態未超過閾值，結構處于安全、實用狀態，此時 R-S>0;（2）結構處于極限狀態，結構的工作狀態達到了極限承載能力狀態，此時 R-S=0;（3）結構處于失效狀態，結構的工作狀態超過閾值，結構會產生斷裂、不安全變形等，此時 R-S<0.可得到判斷結構可靠性的功能函數，水工結構設計的可靠性思維要點便是需滿足此函數取值要求，這種設計思路也稱為結構可靠度設計。在水工結構中，R 反映的是壩體材料本身的力學特性，S 反映的是整個壩體所受到的外荷載作用。

2、水工結構的可靠度分析

以重力壩為例，在不同的工況下，其破壞主要考慮兩種方式，即強度破壞和穩定破壞，對應的可靠度則稱為強度可靠度和穩定可靠度[3].（1）水工結構的穩定性可靠度分析。水工結構的抗滑穩定性計算是基于承載能力極限狀態進行的。

以重力壩為例進行分析，重力壩是依靠自身重量產生的抗滑力來維持其穩定性。重力壩計算中認為滑動面為膠結面，重力壩壩體為剛體[3,11].此時滑動面上的滑動力作為效應函數，阻滑力為抗力函數。由此可得到壩基面抗滑穩定極限狀態的方程：

但是我們在設計過程中不難發現水工結構的極限狀態都較為復雜，使用不便，因此在 SL/T191-96中采用了以概率理論為基礎的極限狀態設計方法。

以可靠指標度量結構的可靠性，從而建立起極限狀態與結構可靠度之間的數學關系。該可靠度方法引入了兩種極限狀態（承載能力極限狀態、正常使用極限狀態）、3 種荷載（永久荷載、可變荷載、偶然荷載）、3 種安全級別、5 種分項系數等。分項系數的選擇需考慮工程結構安全級別、設計狀況、作用和材料性能的變異性、計算模式不定性等。從而對水工結構最終應達到的可靠度水平進行設計。對壩工而言，分項系數是依據壩體結構的重要性、壩高、失效后果、破壞性質、經濟指標等因素以優化方法分析并結合工程經驗而確定的[11].分項系數極限狀態設計法概念明確、使用簡便。

例如，對于承載能力極限狀態，按作用效應基本組合，其設計表達式為：

但是在使用過程中，仍有不少人反映 SL/T 191-96 分項系數過多，比較繁瑣，使用仍然存在不方便，希望采用更為簡便的單一系數方法。因此在 SL191-2008 中將γ0、γdn、Ψ 合并為一個系數 K,也即承載力安全系數 K, 則可將承載能力極限狀態簡化成為 KS≤R,此時傳統的單一安全系數設計法與考慮分項系數的可靠度方法得到了較好的結合，實現了由復雜到簡單的進化[12].（2）水工結構的強度可靠度計算。仍然以重力壩為例，混凝土重力壩的材料強度對保證大壩安全十分重要。混凝土具有的抗壓強度高的特點，重力壩正是充分利用這個特點發揮其效益。基于強度可靠性方法，以計算重力壩上游、下游邊緣的垂直應力為例，可得到：

通過這種計算方法，可得到壩體材料應力值，但其應力值需滿足 DL 5108-1999《混凝土重力壩設計規范》規定的強度指標。此時則滿足 R>S.同理，考慮分項系數的可靠度理論設計方法表達式為：

據此，同樣可以依據概率極限狀態設計法，計算得到設計值。

3、可靠度計算中的系數取值

如前文所述，由于過去分項系數過多，新規范SL191-2008 中采用了多系數分析，安全系數表達的方法，各系數的選取如下[13]:

（1）設計狀況系數 Ψ。新規范 SL 191.2008 中考慮到施工階段發生事故的概率較高，對基本組合，取設計狀況系數 Ψ 為 1.0;對偶然組合，取為 0.85.（2）結構重要性系數 γ0.SL/T 191-96 將水工結構的安全級別分為Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ級，結構的重要性系數取為 1.1、1.0、0.9.對于四五級建筑物，在大中型水利水電工程的 4、5 級水工建筑物結構重要性系數取0.9 顯然偏低，故提高至 0.95.在 SL 191-2008 中，計算承載力安全系數 K 值時，將 4、5 級建筑物的結構重要性系數 γ0取 0.95,1、2、3 級建筑物的結構重要性系數仍取為 1.1 和 1.0.（3）結構系數 γd.配筋混凝土的結構系數 γd取為 1.2;素混凝土的結構系數 γd按受拉破壞和受壓破壞分別取為 2.0 和 1.3.將以上系數 Ψ、γ0、γd代入 K=Ψγ0γd中，則可以得到 K 值，取整后得到規范 SL 191-2008 文獻[12] 中表 3.2.4 混凝土結構構件的承載力安全系數取值表。

4、結論及建議

（1）本文根據《水利水電工程結構可靠性設計統一標準》（GB 50199-2013）等規范性文件，對目前水工結構可靠度的“作用效應-結構抗力”分析計算模型進行分析； 基于對壩基面抗滑穩定分析及混凝土重力壩的材料強度極限狀態分析，發現采用以概率理論為基礎的極限狀態設計方法更為簡便。基于此，對照規范 《水工混凝土結構設計規范》（SL/T191-96）及（SL 191-2008）將可靠度理論應用于水工結構穩定性計算。基于設計規范，對可靠度方法中各系數取值進行研究，使傳統的單一安全系數設計法與考慮分項系數的可靠度方法得到了較好的結合，將復雜計算方法簡單化。

（2）考慮可靠度理論的設計方法已成為當代國際工程結構領域的發展趨勢，可靠度理論在水工設計中的應用關鍵在于合理地確定分項系數，我國目前使用的設計規范中系數取值多按經驗選取，并未按統計學方法取值。建議完善荷載和材料等參數數據庫，加強對參數均值及變異系數等原始數據的整合，從而使分項系數取值更為合理。

（3）傳統的單一安全系數法和可靠度設計中的分項系數法各有優缺點，建議進一步研究兩種表達系數之間的關系，從而建立一種表達式簡單、概念明確的概率極限狀態設計法。

參 考 文 獻

[1] 吳世偉。結構安全度與可靠度分析論文集 [C].江蘇： 河海大學出版社，1988.[2] A.M.Freudenthal, J.M.Garrelts, et al.The analysis ofstructural safety[J].ASCE, 1947,（112）：267-325.[3] 王婷。混凝土重力壩的可靠性分析[D].阜新 :遼寧工程技術大學，2005.[4] 李清富 ,高建磊 ,樂金朝。工程可靠性原理 [M].鄭州 :黃河水利出版社，1995.[5] GB 50199-94.水利水電工程結構可靠度設計統一標準[S].北京：中國計劃出版社，1994.[6] SL/T 191-96.水工混凝土結構設計規范[S].北京 :中國水利水電出版社，1996.

第二篇：水工建筑物結構設計關鍵問題初探

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水工建筑物結構設計關鍵問題初探

水工建筑物結構設計關鍵問題初探

摘要：水工建筑物作為技術設施建筑的一個重要組成部分，其結構設計一直以來都是建筑設計的重點內容。下文中筆者將結合自己的工作經驗，對水工建筑物的結構設計的相關問題進行探討，文中筆者將結合具體的工程實例，對其進行分析，將從工程概況和工程布置及水工建筑物結構設計兩個方面展開論述，諸多不足，還望批評指正。

關鍵詞：水工建筑物河閘 結構設計

中圖分類號：S611 文獻標識碼：A 文章編號：

引 言

隨著我國經濟的快速發展，我國建筑業也取得了較大的發展成就，尤其是城市基礎設施工程方面，對于改善城市生活環境、提高城市居民生活質量起著非常重要的作用。下文中筆者將主要對水工建筑物的有關建筑結構問題進行探討，因為水工建筑作為直接影響城市水環境的建筑工程，對于城市的防澇防洪工作有著非常重要的意義，為城市發展提供著可靠堅實的保障，所以，文中筆者將結合具體的實例，對水工建筑物的結構設計方面的幾個關鍵問題進行淺析。下文中筆者選取的水工建筑的類型為河閘，其地理位置位于平原地區。

1工程概況

該河閘及套閘位于平原地區某城市，并且其在城市中的具體位置靠近中央商貿區，所以一定程度上增加了工程的施工難度，也對工程的安全性提出了更高的要求。該河閘工程的基本施工任務是：首先，要做好城市內的夏季防洪工作，結合當地的具體商貿區的規劃，制定一個工程防洪防澇設計方案。其次，要滿足該市的航運要求，因其處于該市的重要商貿區，所以周邊有許多游船需要通航。本著這兩個施工任務，在工程開展的過程中，有關部門和單位要時刻調整設計方案。

根據該市的具體情況，在河閘施工前，擬定的基本工程規模為：該河閘工程要建立一座長為八點五米的節制閘，并且每一個輔助商套

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閘的基本建筑參數為:閘首寬十二米，閘室寬十二米，閘室長六十米。另外，根據該市的整體市政規劃，以及相關的河道規劃要求，在河閘建筑的過程中，閘身順水流中心線應該與河道中心線重合。這樣不僅可以有效的縮短該地區的防洪岸線，有利于節約工程資源，還可以使河閘的閘身貼近外河口，有利于游船的停靠。

由此可見，在該河閘以及相關套閘的施工過程中，不僅應該滿足河閘的基本結構設計要求，還應該盡量結合實際情況，規劃一個有助于該區商業圈規劃和管理的方案。

（1）具體河閘施工

上文中我們已經提到了該河閘的位置比較特殊，位于相城區中央商貿區，這樣在建筑的過程中就必須要考慮其運行過程中對周圍商業圈的影響。并且由于該河閘所處的位置是兩河交界處，使得其結構更加復雜。在有關工程人員對該地進行了實地考察和地形分析后，決定采取如下的施工方案，即采用整體式鋼筋砼結構，并將其設立成三孔基本結構，使其中的兩孔作為閘室，中間的一孔封閉后作為河閘的基準平臺。按照這種施工方案，所得的河閘的基本數據為底板垂直水流寬度為二十八點四米，順水流向總長八米。兩側的每個閘室，也就是邊孔的具體數據為寬八點五米，中間孔寬四米，中墩厚二點五米，邊墩厚一點二米，底板面高一米，底板厚一點二米，墩頂高程六點五米。節制閘孔徑八點五米，門頂高程五點二米。

（2）河閘周圍的商貿區套閘結構設計

上文中我們提到，為了更好的處理該河閘周圍的商貿區的防洪工作，需要通過一定的套閘施工予以輔助，所以該套閘的施工和結構設計也是非常重要的，套閘的位置相較于河閘主體的位置向東，其總長為十二米，閘室與閘首同寬，寬十二米，閘室長六十米。

另外，該套閘的其他數據分別為：上閘首垂直水流的寬度為十七米，順水流向的基本長度為二十米，閘室寬十二米，底板面高程與河閘一樣，為一米，套閘的底板厚一點二米，消力檻高程一米，墩頂高程六點五米。西側墩墻厚一點兒米，東側邊墩墩墻厚四米左右。另外，值得注意的是，在套閘的內部有專門的輸水通道，這個通道的為了保持與套閘的一致性，也應該選用下臥式鋼閘門結構。

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2工程布置及水工建筑物結構設計

2.1設計依據

（1）工程等級

根據《城市防洪工程設計規范》(CJJ50-92)、《水利水電工程等別劃分及洪水標準》(SL252-2000)、《蘇州市城市防洪規劃報告》，蘇州市城市中心區和工業園區的城市等別為Ⅱ等，工程規模為大(2)型；相城區和其他幾個區的城市等別為Ⅲ等，工程規模為中型。相城區防洪標準為100年一遇，根據《堤防工程設計規范》(GB50286-98)，外河堤防及堤防上的水閘、泵站等建筑物工程級別為Ⅱ級。主要建筑物級別為2級，次要建筑物為3級。

（2）通航標準

中央商貿區河道無航道等級要求，為滿足水上旅游通航功能，擬建商貿區套閘工程按等外級航道上建筑物設計。

2.2工程總體布置

2.2.1 工程控制高程

（1）堤防。外河防洪設計水位4.80m，加上安全超高0.40m，外河側堤防高程不低于5.20m；內河最高控制水位3.80m，加上安全超高0.30m，內河側堤防高程不低于4.10m。

（2）閘頂高程。閘頂高程不低于堤頂高程。本次二閘工程主要任務是擋水（商貿區套閘兼顧通航）。擋水時閘頂高程不低于水閘設計(校核)洪水位加波浪計算高度和相應安全超高值之和。

（3）設計控制高程。根據以上兩條基本要求，文陵河閘頂高程、商貿區套閘上閘首閘頂高程及各外河堤頂高程取5.20m ；商貿區套閘下閘首閘頂高程取4.50m；結合中央商貿區地面使用情況，內河側堤頂及閘室擋墻頂高程取5.00m。

2.2.2閘位選擇

閘位選擇遵循以下原則：（1）工程總體布置與蘇州市相城區城區防洪規劃、元和塘以西地區控制性詳細規劃等要求相一致，建筑物外形與周邊環境相協調；（2）滿足防洪、航運和改善城市水環境的綜合功能要求；（3）工程總體布置與規劃河道相一致；（4）平面布局緊湊合理，滿足規范要求。

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該河閘位于相城區中央商貿區東部，是商貿區東西向骨干河道，根據該片區防洪規劃，本工程實施2×8.5m節制閘一座。閘孔分別布置兩側，二閘孔間的中孔為封閉孔，此形式同新建橋梁外形相協調一致，目前閘址南北側為規劃綠地，施工場地可布置于閘南側，交通較為方便。閘站順水流向軸線與橋梁中心線重合。

商貿區套閘位于相城區中央商貿區中部，所在河道規劃河道寬度20m，根據該片區防洪規劃，本工程實施12m套閘一座，閘首與閘室同寬，寬12m，閘室長60m。目前閘址西側為規劃公路綠化帶，東側為規劃小島，施工場地可布置于閘東側，位置相對來說較為開闊，交通也較為方便。套順水流向軸線與規劃河道中心線重合。

2.3水工建筑物設計

2.3.1河閘設計

（1）閘結構及主要尺寸

閘為整體式鋼筋砼結構，設三孔，其中二邊孔為閘室，中孔封閉其上作平臺。底板垂直水流總寬28.40m，順水流向總長8.00m。每個閘室（邊孔）寬8.50m，中孔寬4.00m，中墩厚2.50m，邊墩厚1.20m，底板面高程0.00m，底板厚1.20m，墩頂高程6.50m。節制閘孔徑8.50m，計二孔，閘門采用下臥式鋼閘門結構形式。門頂高程5.20m，閘門啟閉采用卷揚式啟閉機（配減速機）。

結構設計考量因素

該河閘作為重要的基礎城市設施，其在設計過程中需要綜合各方面的因素，在對文中的河閘進行結構設計的過程中，有關部門應該從以下幾個方面進行考量：首先，要滿足運行的安全性，河閘的運行安全是其施工的基本要求；其次，河閘的防洪和防澇功能，作為河閘的基本功能，防澇和防洪是其作為城市基礎設施，保障城市生活環境的最重要的結構設計影響因素；再次，河閘結構同周圍套閘之間的結構一致性，因其在使用功能的發揮過程中，離不開套閘的支撐，所以在結構設計的過程中，還要充分的考慮套閘的基本結構。

綜上所述，上文中筆者結合自己的工作經驗，并列舉實例，水工建筑，尤其是河閘的結構設計中的關鍵問題進行了分析，并針對不同的結構設計問題，提出了解決的措施和建議，希望能夠為我國水工

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建筑物的更好更快發展，做出自己的貢獻，以上僅為筆者拙見，諸多不足，還望批評指正。

作者簡介：張文武，男 1980 湖北武漢大學

廣東省興寧市水利水電勘測設計室 水工建筑設計

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第三篇：框架結構設計計算書.

第一章 緒論 第一節 工程概況

一、工程設計總概況: 1.規模:本工程是一棟四層鋼筋混凝土框架結構教學樓,使用年限為 50年 , 抗震設防烈度為 8度;建筑面積約 3000㎡, 建筑平面的橫軸軸距為 6.5m 和 2.5m , 縱軸軸距為 4.5m;框架梁、柱、板為現澆;內、外墻體材料為混凝土空心砌塊, 外墻裝修使用乳白色涂料仿石材外墻涂料, 內墻裝修噴涂乳膠漆, 教室內地面房 間采用水磨石地面, 教室房間墻面主要采用石棉吸音板, 門窗采用塑鋼窗和裝飾 木門。全樓設樓梯兩部。

2.結構形式:鋼筋混凝土四層框架結構。3.氣象、水文、地質資料: 1氣象資料

A.基本風壓值:0.35kN/㎡, B.基本雪壓值:0.25kN/㎡。C.凍土深度:最大凍土深度為 1.2m;D.室外氣溫:年平均氣溫最底-10℃,年平均氣溫最高 40℃;2水文地質條件

A.土層分布見圖 1-1,地表下黃土分布約 15m ,垂直水平分布較均勻,可塑 狀態,中等壓縮性,弱濕陷性,屬Ⅰ級非自重濕陷性黃土地基。地基承載力特征 值 fak=120kN/㎡。

B.抗震設防等級 8度,設計基本地震加速度值為 0.20g ,地震設計分組為第 一組,場地類別為Ⅱ類。

C.常年地下水位位于地表下 8m ,地質對水泥具有硫酸鹽侵蝕性。

D.采用獨立基礎, 考慮到經濟方面的因素, 在地質條件允許的條件下, 獨立 基礎的挖土方量是最為經濟的,而且基礎本身的用鋼量及人工費用也是最低的, 整體性好, 抗不均勻沉降的能力強。因此獨立基礎在很多中低層的建筑中應用較 多。

二、設計參數:(一根據《建筑結構設計統一標準》本工程為一般的建筑物,破壞后果嚴 重,故建筑結構的安全等級為二級。

(二 建筑結構設計使用年限為 50年, 耐久等級二級(年 , 耐火等級二級, 屋面防水Ⅱ級。

(三建筑抗震烈度為 8度,應進行必要的抗震措施。(四設防類別丙類。

(五本工程高度為 15.3m ,框架抗震等級根據 GB 50223-2008《建筑工程 抗震設防分類標準》,幼兒園、小學、中學教學樓建筑結構高度不超過 24m 的混 凝土框架的抗震等級為二級。

(六地基基礎采用柱下獨立基礎。圖 1-1 土層分布

第二章 結構選型和結構布置 第一節 結構設計 *建施圖(見圖紙

一、結構體系選型

(一結構體系和結構形式的分析比較

結構體系是指結構抵抗外部作用的構件組成方式。一般有框架結構體系、剪 力墻結構體系、框架--剪力墻結構體系、筒體結構體系等。

建筑結構形式,主要是以其承重結構所用的材料來劃分,一般可以分為鋼結構、鋼筋混凝土結構、磚混結構、磚木結構等。

(二多層建筑的結構體系及選擇 1.框架結構體系

框架結構是利用粱、柱組成的橫、縱兩個方案的框架形成的結構體系。它同 時承受豎向荷載和水平荷載。

由梁和柱這兩類構件通過剛節點連接而成的結構稱為框架, 當整個結構單元 所有的豎向和水平作用完全由框架承擔時, 該結構體系成為框架結構體系。有鋼 筋混凝土框架、鋼框架和混合結構框架三類。

框架結構體系具有可以較靈活地配合建筑平面布置的優點, 利于安排需要較 大空間的建筑結構。同時框架結構的梁、柱構件易于標準化、定型化,便于采用 裝配整體式結構,以縮短施工工期。

2.剪力墻結構體系

利用建筑物墻體作為承受豎向荷載和抵抗水平荷載的結構,稱為剪力墻結構體 系。

3.框架--剪力墻結構體系

在框架結構中,設置部分剪力墻,使框架和剪力墻兩者結合起來,取長補短,共 同抵抗水平荷載, 這就是框架-剪力墻結構體系。如果把剪力墻布置成筒體, 可 稱為框架-筒體結構體系。

4.筒體結構體系

1筒中筒結構,筒體分實腹筒、框筒及桁架筒。由剪力墻圍成的筒體稱為 實腹筒, 在實腹筒墻體上開有規則排列的窗洞形成的開孔筒體稱為框筒;筒體四 壁由豎桿和斜桿形成的衍架組成則稱為衍架筒。筒中筒結構由上述筒體單元組 合,一般心腹筒在內,框筒或桁架筒在外,由內外筒共同抵抗水平力作用。

2多筒體系,成束筒及巨型框架結構。由兩個以上框筒或其他筒體排列成 束狀, 稱為成束筒。巨形框架是利用筒體作為柱子, 在各筒體之間每隔數層用巨 型梁相連, 這樣的筒體和巨型梁即形成巨型框架。這種多筒結構可更充分發揮結 構空向作用, 其剛度和強度都有很大提高, 可建造層數更多、高度更高的高層建 筑。

綜合上述選擇框架結構體系最宜。(三承重體系的選擇

框架結構的承重方案分為以下幾種: 橫墻承重體系, 橫墻承重體系類型的房屋的樓板、屋面板或檁條沿房屋縱向 擱置在橫墻上,由橫墻承重。主要樓面荷載的傳遞途徑是:板、橫墻、基礎、地 基,故稱為橫墻承重體系。橫墻承重體系的特點:1房屋的空間剛度大,整體 性好,有利于抵抗風力和水平地震作用,也有利于調整地基的不均勻沉降。2 橫墻承受了大部分豎向荷載;縱墻則主要起圍護、隔斷和將橫墻連成整體的作用, 受力比較小, 對設置門窗大小和位置的限制比較少, 建筑設計上容易滿足采光和 通風的要求。3結構布置比較簡單和規則,可不用梁、樓板采用預制構件,施 工比較簡單方便,分項造價較低。但橫墻占面積多,房間布置的靈活性差,墻體 用材比較多。橫墻承重體系多用于橫墻間距較密、房間開間較小的房屋, 如宿舍、招待所、住宅、辦公樓等民用建筑。

縱墻承重體系,對于進深較大的房屋、樓板、屋面板或檁條鋪設在梁(或屋 架上,梁(或屋架支撐在縱墻上,主要由縱墻承受豎向荷載,荷載的傳遞路 線為:板、梁(或屋架、縱墻、基礎、地基;而對于進深不大的房屋,樓板、屋面板直接擱置在外縱墻上,豎向荷載的傳遞路線是:板、縱墻、基礎、地基。縱墻承重體系的特點:(1縱墻是主要的承重墻。設置橫墻的目的主要是為了滿 足房屋空間剛度和結構整體性的要求, 間距可以相當大, 因而容易滿足使用上大 空間和靈活布置平面的要求。(2由于縱墻承受的荷載比較大,一般不能任意開 設門窗洞口,采光和通風的要求往往也受限制,縱墻較厚或加壁柱。(3相對于 橫墻承重體系,縱墻承重體系的橫向剛度較差,樓(屋蓋用料較多,而墻體用 料較少。縱墻承重體系的房屋適用于使用上要求較大空間或隔斷墻位置有可能改 變的場合,多見于食堂、會堂、廠房、倉庫、俱樂部、展覽廳等建筑。

縱橫墻承重體系, 常見的有兩種情況:一種是采用現澆鋼筋混凝土樓板, 另 一種是采用預制短向樓板的大房間。縱橫墻承重體系特點:其開間比橫墻承重體 系大, 但空間布置不如縱墻承重體系靈活, 整體剛度也介于兩者之間, 墻體用材、房屋自重也介于兩者之間,多用于教學樓、辦公樓、醫院等建筑。

本工程選擇縱橫墻承重體系。(四建筑材料的選擇 1混凝土選擇

混凝土強度等級選擇時要根據混凝土結構的環境類別, 應滿足混凝土耐久性 要求;若采用 HRB335鋼筋,混凝土強度等級不宜低于 C20;若采用 HRB400和 RRB400鋼筋以及承受重復荷載的構件, 混凝土的強度等級不得低于 C20。預 應力混凝土結構的混凝土強度等級不應低于 C30;若采用鋼絞線、鋼絲、熱處理 鋼筋作預應力鋼筋,混凝土強度等級不宜低于 C40。

在抗震設計時, 現澆框架梁、柱、節點的混凝土強度等級按一級抗震等級設 計時,不應低于 C30;按二~四級和非抗震設計時,不應低于 C20。現澆框架梁 的混凝

土強度等級不宜大于 C40;框架柱的混凝土強度等級:抗震設防烈度為 9度時不宜大于 C60,抗震設防烈度為 8度時不宜大于 C70。為便于施工,梁、柱 混凝土最好采用相同強度等級,常用 C30~C40。

2鋼筋選擇

在結構構件中的普通縱向受力鋼筋宜選用 HRB400、HRB335鋼筋;箍筋宜 選用 HRB335、HRB400、HPB235鋼筋。對于鋼筋混凝土框架梁、柱等主要結構 構件的縱向受力鋼筋,通常采用 HRB400或 HRB335鋼筋,構造鋼筋及箍筋可 采用 HPB235;對于鋼筋混凝土板、墻等構件的受力鋼筋,可采用 HPB235或 HRB335,構造鋼筋采用 HPB235鋼筋。

(五其他結構選型 1.屋面結構:平屋頂

2.樓面結構:整體現澆雙向板肋型樓面 3.樓梯結構:選擇板式樓梯 4.過梁:鋼筋混凝土過梁 5.基礎:采用獨立基礎(六材料選擇

主要構件材料:框架梁、板、柱采用現澆鋼筋混凝土構件;墻體采用輕質填 充砌塊, 外墻裝修使用乳白色涂料仿石材外墻涂料, 內墻裝修噴涂乳膠漆;教室 內地面房間采用水磨石地面;教室房間墻面主要采用石棉吸音板, 門窗采用塑鋼 窗和裝飾木門。混凝土強度:梁、板、柱均采用 C30混凝土, 鋼筋使用 HPB235, HRB335二種鋼筋。

(七荷載的選擇表

第二節 結構布置

一、確定計算簡圖

本工程框架的計算簡圖假定底層柱下端固定于基礎, 按工程地質資料提供的 數據,查《抗震規范》可判斷該場地為Ⅱ類場地土,地質條件較好,初步確定本 工程基礎采用柱下獨立基礎,挖去所有雜填土,基礎置于第二層粉質粘土層上, 基底標高為設計相對標高– 2.10 m。柱子的高度底層為:h1 = 3.9+2.1– 0.5 = 5.5 m(初步假設基礎高度 0.5 m ,二~四層柱高為 h2~h4 = 3.6 m。柱節點剛接,橫 梁的計算跨度取柱中心至中心間距離,三跨分別為:l = 6500、2500、6500。

二、板、梁、柱的截面確定(一現澆板厚確定

根據《混凝土結構設計規范》(GB50010-2002現澆鋼筋混凝土雙向板厚度 要滿足以下要求:

1、現澆鋼筋混凝土雙向板的最小厚度不小于 80mm;

2、現澆鋼筋混凝土框架結構的樓板板厚不應小于 100mm ,且雙向板的板厚 不小于跨度的 1/45(簡支、1/50(連續;由于本工程雙向板的最長跨度為 4500mm ,計算得 4500/50=90mm,又因為板厚不小于 100mm ,再結合該建筑各 板的受力情況,選取板厚為 100mm;由于走廊恒載相對較大,但由于走廊的跨 度小所以統一取 100mm。

(二確定梁截面尺寸

梁的截面寬度不宜小于 200mm;截面高寬比不宜大于 4;凈跨與截面高度之 比不宜小于 4。計算方法為: 主梁:h=(1/12~1/8 l , b=(1/2~1/3.5 ,b ≥ bc /2,≥ 250 由于橫向最大跨度為 6500mm ,則: h=(1/12~1/836500=542mm~813mm ,取 650mm;b=(1/2~1/3.5 =217mm~325mm ,取 250mm;橫向框架梁 AB 跨、CD 跨:b 3h=250mm3650mm , BC 跨:b 3h=250mm3450mm 次梁:h=(1/18~1/15 l 由于縱向最大跨度為 4500mm ,則: h=(1/18~1/1234500=250mm~375mm ,取 600mm(取 600mm 主要考 慮窗的高度,將梁高取至窗頂便于施工。b 取 200mm;縱向連接梁:b 3 h=200mm3600mm。

梁截面尺寸初步確定:橫向框架梁 AB 跨、CD 跨:b 3 h=250mm3650mm , BC 跨:b 3 h=250mm3450mm;縱向連接梁:b 3 h=200mm3600mm。(三確定柱截面尺寸

1、框架柱的截面尺寸根據柱的軸壓比限值,按下列公式計算:(1柱的軸力估計值

12.....G G S N r w S N ββ= G r :荷載綜合分項系數,取 1.25;

W:框架結構重量標準值,取 13KN/ m2 S:柱承載露面面積;Ns:截面以上樓層數

1β:角柱增大系數,二級抗震取 1.3 2 β:水平力使軸力增大系數, 8度設防烈度取 1.3(2由 []G c N u f A ≤,知 G c N A f u ≥

注: []u 為框架柱軸壓比限值,本方案為二級抗震等級,查《抗震規范》可 取為 0.8。

fc 為混凝土軸心抗壓強度設計值,對 C30,查得 14.3N/mm2。

2、計算過程: 對于邊柱: 12.....G G S N r w S N ββ==1.2531334.533.253431.331.3=1606.56KN G c N A f u ≥

=1606.56/14.330.8=112346.9mm2 取 400mm 3400mm 對于角柱,其受力過程比較復雜,按要求取與邊柱一樣的尺寸,初選截面 尺寸為 400mm 3400mm 對于中柱: 12.....G G S N r w S N ββ==1.253133(1.2534.5+4.533.25 3431.33 1.3=2224.46KN

G c N A f u ≥

=2224.46/14.330.8=124445.3mm2 取 450mm 3450mm 各層柱截面對應相同,結構平面布置見施工圖。(四各層結構布置概況 現澆板板厚:統一板厚 100mm;柱子截面尺寸:角柱、邊柱按 400mm 3400mm 設置,中間柱按 450mm 3 450mm 設置;梁截面尺寸:橫向框架梁 AB 跨、CD 跨:b 3 h=250mm3650mm;BC 跨:b 3 h=250mm3450mm;縱向連接梁:b 3 h=200mm3600mm。

三、荷載計算

本工程以 5號軸線橫向框架為計算分析單元。1.屋面橫梁豎向線荷載標準值 恒載

屋面恒載標準值: 40厚架空隔熱板 0.040325=1kN/m2.防水層 0.4kN/m2.20厚 1:3水泥砂漿找平層 0.02320=0.4kN/m2.100厚鋼筋混凝土現澆板 0.10325=2.5kN/m2.10厚紙筋石灰粉平頂 0.01316=0.16kN/m2.屋面恒載標準值: 4.46kN/m 梁自重 邊跨 AB、CD 跨: 0.2530.65325=4.063kN/m 梁側粉刷: 23(0.65-0.130.02317=0.374kN/m 4.437kN/m 中跨 BC 跨: 0.2530.45325=2.81kN/m 梁側粉刷: 23(0.45-0.130.02317=0.238kN/m 3.048kN/m 作用在頂層框架梁上的線荷載標準值: 梁自重: g 4AB1=g4CD1 =4.437kN/m, g 4BC1=3.048kN/m 板傳來荷載: g 4AB2=g4CD2=4.4634.5=20.07kN/m g 4BC2=4.4632.5=11.15kN/m 活載

作用在頂層框架梁上的線活荷載標準值: q 4AB =q4CD =0.534.5=2.25kN/m q 4BC =0.532.5=1.25kN/m 2.樓面橫梁豎向線荷載標準值

恒載

20厚水泥砂漿面層 0.02320=0.40kN/m2 100厚鋼筋混凝土現澆板 0.1325 = 2.50kN/m2 2

樓面恒載標準值:3.092kN/m2邊跨(AB , CD 跨 框架梁自重:4.437 kN/m 中跨(BC 跨 梁自重:3.048kN/m 作用在樓面層框架梁上的線恒荷載標準值為: 梁自重:g AB1 = gCD1 = 4.437kN/m g BC1 = 3.048kN/m 板傳來荷載:g AB2 = gCD2 = 3.09234.5 = 13.914kN/m g BC2 = 3.09232.5= 7.730kN/m(2活載

樓面活載: q AB = qCD = 2.534.5 = 11.25kN/m q BC = 3.532.5 = 8.75kN/m

圖 2-1 恒載頂層集中力(1恒載

邊跨連系梁自重:0.2030.6034.5325 = 13.50kN 粉刷:23(0.60-0.130.0234.5317 = 1.53kN 0.9m 高女兒墻:0.934.533.6 = 14.58 kN 粉刷:0.93230.0234.5317 = 2.75 kN 連系梁傳來屋面自重:0.534.530.534.534.46= 22.58kN 頂層邊節點集中荷載:G 4A = G4D = 54.94kN 中柱連系梁自重 :0.2030.6034.5325 = 13.50kN 粉刷:23(0.60-0.1030.0234.5317 = 1.53kN 連系梁傳來屋面自重 :0.534.530.534.534.46 = 22.58kN 0.53(4.5+4.5-2.532.5/234.46= 18.12kN

頂層中節點集中荷載:G 4B = G4C = 55.73kN(2活載: Q A4 = Q4D = 1/234.531/234.530.5 = 2.53kN Q 4B =Q4C =1/234.531/234.530.5+1/23(4.5+4.5-2.532.5/230.5=4.56kN 樓面框架節點集中荷載標準值(圖 2-2

圖 2-2 恒載中間層結點集中力(1恒載: 邊柱連系梁自重 13.50kN 粉刷:1.47kN 連系梁傳來樓面自重:1/234.531/234.533.092 = 15.65kN 中間層邊節點集中荷載: G A = GD = 30.62kN 框架柱自重: G A ’ = GD ’ = 0.430.433.6325 = 14.4 kN 中柱連系梁自重: 13.50 kN 粉刷: 1.47 kN 連系梁傳來樓面自重: 1/234.531/234.533.092 = 15.56 kN 1/23(4.5+4.5-2.532.5/233.092 = 12.56kN 43.09kN 中間層中節點集中荷載: G B = Gc =43.09kN 柱傳來集中荷載: G B ’ = Gc’ =18.23kN(2活載:

Q A = QD = 1/234.531/234.532.5=12.66kN Q B =QC = 1/234.531/234.532.5+1/23(4.5+4.5-2.532.5/233.5= 26.87kN 5.風荷載

已知基本風壓 W 0 =0.35kN/m2,本工程為市郊中學,地面粗糙度屬 C 類,按 荷載規范

o z s z k W W μμβ=。風載體型系數 s μ:迎風面為 0.8,背風面為– 0.5;因結構高度 H = 15.6m< 30m , H/B=15.6/15.5=1<1.5;故取風振系數 0.1=βz ,計算過程如表 2-1所示, 風荷載圖見圖 2-3。

圖 2-3 橫向框架上的風荷載 風荷載計算 2-1

6.地震作用 建筑物總重力荷載代表值 G i 的計算(a 集中于屋蓋處的質點重力荷載代表值 G 4: 50%雪載:0.530.25315.5345 = 87.19 kN 層面恒載:4.4634536.532+4.4634532.5 = 3110.85 kN 橫梁:(4.43736.532+3.04832.5311 = 718.31 kN 縱梁:(13.50+1.4731034= 598.8kN 女兒墻:0.933.63(45+15.532 = 392.04 kN 柱重:0.430.432531.8326+0.4530.4532531.8318 = 351.23 kN 橫墻:3.63[1536.531.8+(2.531.8-232.1/232] = 646.2 kN 縱墻:(4.531.8-332.1/232033.6+4.531.833.6318= 881.28 kN(忽略內縱墻的門窗按墻重量算

鋼窗:203332.131/230.4 = 25.2 kN G 4 = 6811.1 kN(b 集中于三、四層處的質點重力荷載代表值 G 3~G 2 50%樓面活載:0.532.5315.5345 =871.9 kN 樓面恒載:3.09234536.532+3.09234532.5 =2156.67 kN 橫梁:718.31 kN 縱梁:598.8 kN 柱重:351.2332 = 702.46 kN 橫墻:646.232 = 1292.4 kN 縱墻:881.2832 = 1762.56 kN 鋼窗:25.232 = 50.4 kN G 3 = G2 = 8153.5kN(c 集中于二層處的質點重力荷載標準值 G 1 50%樓面活載:871.9 kN 樓面恒載:2156.67kN 橫梁:718.31 kN 縱梁:598.8 kN 柱重:0.4530.453253(2.75+1.8318+0.430.4325 3(2.75+1.8326= 887.82 kN

橫墻:646.2+646.231.95/1.8 = 1346.25 kN 縱墻:881.28+881.2831.95/1.8 = 1836kN 鋼窗:25.232 = 50.4 kN G 1 = 8466.15 kN 2 地震作用計算:(1框架柱的抗側移剛度

在計算梁、柱線剛度時,應考慮樓蓋對框架梁的影響,在現澆樓蓋中,中框 架梁的抗彎慣性矩取 I = 2I0;邊框架梁取 I = 1.5I0;在裝配整體式樓蓋中,中框 架梁的抗彎慣性矩取 I = 1.5I 0;邊框架梁取 I = 1.2I0, I 0為框架梁按矩形截面計算 的截面慣性矩。橫梁、柱線剛度見表 2-2: 橫梁、柱線剛度 2-2

每層框架柱總的抗側移剛度見表 2-3: 框架柱橫向側移剛度 D 值 2-3

ic:梁的線剛度, iz :柱的線剛度。

底層:∑ D = 43(3.31+3.77 +183(3.54+5.86 = 197.52 kN/mm 二~四層: ∑ D = 43(8.71+11.18 +183(9.86+16.63= 556.38 kN/mm(2框架自振周期的計算

框架頂點假想水平位移 Δ計算表 2-4

0:(考慮結構非承重磚墻影響的折減系數,對于框架取 0.6 則自振周期為: T 1=1.70a30.6=0.5s(3地震作用計算

根據本工程設防烈度

8、Ⅱ類場地土, 設計地震分組為第一組, 查 GB 50011 2010《建筑抗震設計規范》中表 5.1-4-2,得特征周期 T g = 0.35 sec ,表 5.3.2得 amax= 0.16。

a 1=(Tg /T1 0.9 a max =(0.35/0.50.930.16=0.116 結構等效總重力荷載: Geq=0.85GL =0.85331584.25=26846.61kN T 1>1.4Tg = 1.430.35 = 0.49 sec 故需考慮框架頂部附加集中力作用

查表 5.2.1得: δn =0.08T 1+0.07=0.0830.5+0.07=0.11 框架橫向水平地震作用標準值為: 結構底部: F EK =a 1G eq =0.116326846.61=3114.21kN ∑ G i H i =335331.06

ΔFn=δn 3F EK =0.1133114.21=342.56kN

各樓層的地震作用和地震剪力標準值由表 2-5計算列出 , 圖見 2-4

圖 2-4 橫向框架上的地震作用

樓層地震作用和地震剪力標準值計算表 2-5

6第三章 框架內力計算 第一節 荷載作用下的框架內力

一、恒載作用下的框架內力 1.彎矩分配系數

計算彎矩分配系數根據上面的原則, 可計算出本例橫向框架各桿件的桿端彎 矩分配系數,由于該框架為對稱結構,取框架的一半進行簡化計算,如圖 3-1。

節點 A1: 10 10440.2931.172A A A A S i ==?= 1111 441.3335.332A B A B S i ==?= 121244 0.4481.792A A A A S i ==?=(相對線剛度見表 2-2(40.2931.3330.44842.074A

S =++=?∑ 10101.172 0.141 4(0.2931.3330.448 A A A A A S S μ===++ 11115.332 0.643 40.2931.3330.448A B A B A S S μ===++ 12121.792 0.216 40.2931.3330.448A A A A A S S μ===++ 節點 B1: 121221.1522.304B D B D S i ==?=(40.293 1.333 0.448 21.152

A S =+++?∑ 111.3334 0.503 40.2931.3330.44821.152 B A μ?==+++? 120.4484 0.169 40.2931.3330.44821.152 B B μ?==+++? 111.1522 0.217 40.2931.3330.44821.152 B D μ?==+++? 100.2934 0.111 40.2931.3330.44821.152 B B μ?==+++? 節點 A2: 21230.4484 0.201 0.4481.3330.4484A A A A μμ?===++? 221.3334 0.598 0.4481.3330.4484

A B μ?==++?節點 B2: 221.3334 0.475 1.3330.4480.44841.1522 B A μ?==++?+? 21230.4484 0.1601.3330.4480.44841.1522B B B B μμ?===++?+? 221.1522 0.2051.3330.4480.44841.1522 B D μ?= =++?+? 節點 A4: 441.3334 0.748 1.3330.4484 A B μ?==+? 430.4484

0.252 1.3330.4484 A A μ?==+? 節點 B4: 441.3334 0.5661.15220.4481.3334 B A μ?==?++? 430.4484 0.1901.15220.4481.3334B B μ?==?++? 441.1522 0.2441.15220.4481.3334 B D μ?= =?++?

A3、B3與相應的 A2、B2相同。2.桿件固端彎矩

計算桿件固端彎矩時應帶符號, 桿端彎矩一律以順時針方向為正, 如圖 3-1。圖 3-1 桿端及節點彎矩正方向(1橫梁固端彎矩: 1頂層橫梁 自重作用: 22 4444114.4376.515.621212 A B B A ql kN m

=-=-=-??=-? 22 44113.0481.251.5933 B D ql kN m =-=-??=-?44441/20.795D B B D kN m ==-? 板傳來的恒載作用: 32 2234444222331(12// 12 1 20.076.5(122.25/6.52.25/6.5 56.6612 A B B A ql a l a l kN m =-=--+=-??-?+=-?

22445/965/9611.152.53.63B D ql kN m =-=-??=-? 2244 1/321/3211.152.52.18D B ql kN m =-=-??=-? 2二~四層橫梁 自重作用: 22

1111114.4376.515.621212 A B B A ql kN m =-=-=-??=-? 22 11113.0481.251.5933 B D ql kN m =-=-??=-? 11111/20.795D B B D kN m ==-? 板傳來的恒載作用: 32223 11111(12// 12 A B B A ql a l a l =-=--+ 22233 113.9146.5(122.25/6.52.25/6.5 39.2812kN m =-??-?+=-? 22115/965/967.732.52.52B D ql kN m =-=-??=-? 2211 1/321/327.732.51.51D B ql kN m =-=-??=-?

(2 縱梁引起柱端附加彎矩:(本例中邊框架縱梁偏向外側, 中框架縱梁偏 向內側 頂層外縱梁 4 4 54.940.15.494A D M M kN m =-=?=?(逆時針為正

樓層外縱梁 1130.620.13.062A D M M kN m =-=?=? 頂層中縱梁 4455.730.15.573B C M M kN m =-=-?=-?

樓層中縱梁 1143.090.14.309B C M M kN m =-=-?=-? 3.節點不平衡彎矩

橫向框架的節點不平衡彎矩為通過該節點的各桿件(不包括縱向框架梁 在 節點處的固端彎矩與通過該節點的縱梁引起柱端橫向附加彎矩之和, 根據平衡原 則, 節點彎矩的正方向與桿端彎矩方向相反, 一律以逆時針方向為正, 如圖 3-1。節點 A4的不平衡彎矩: 44415.6256.665.49466.786A B A M M kN m +=--+=-?縱梁 本例計算的橫向框架的節點不平衡彎矩如圖 3-3。

圖 3-2 橫向框架承擔的恒載

圖 3-3 節點不平衡彎矩4.內力計算

根據對稱原則,只計算 AB、BC 跨。在進行彎矩分配時,應將節點不平衡 彎矩反號后再進行桿件彎矩分配。

節點彎矩使相交于該節點桿件的近端產生彎矩, 同時也使各桿件的遠端產生 彎矩,近端產生的彎矩通過節點彎矩分配確定, 遠端產生的彎矩由傳遞系數 C(近端彎矩與遠端彎矩的比值確定。傳遞系數與桿件遠端的約束形式有關。

恒載彎矩分配過程如圖 3-4,恒載作用下彎矩見圖 3-5,梁剪力、柱軸力見 圖 3-6。

根據所求出的梁端彎矩, 再通過平衡條件, 即可求出恒載作用下梁剪力、柱 軸力,結果見表 3-

1、表 3-

2、表 3-

3、表 3-4。

AB 跨梁端剪力(kN 表 3-1

恒載作用下的彎矩分配

上柱 下柱 右梁 左梁 上柱 下柱 右梁

-2.975 15.00 5.19 17.22-2.305 9.53 1.22 8.46-2.305 9.53 1.61 8.84-2.305 10.09 2.81 10.60 A B 圖 3-4 恒載彎矩分配過程

圖 3-5 恒載作用下彎矩圖(kN.m AB 跨跨中彎矩(kN.m 表 3-3

圖 3-6 恒載作用下梁剪力、柱軸力(kN 柱軸力(kN 表 3-4

二、活載作用下的框架內力

注意:各不利荷載布置時計算簡圖不一定是對稱形式, 為方便,近似采用對 稱結構對稱荷載形式簡化計算。1.梁固端彎矩:(1頂層: 32 22344441(12// 12 A B B A ql a l a l =-=--+ 22 23 3 1 2.256.5(1 2 2.25/6.52.25/6.5 6.352 12 kN m =-??-?+=-?

22445/965/961.252.50.407B D ql kN m =-=-??=-? 22441/321/321.252.50.244D B ql kN m =-=-??=-?(2二~四層橫梁:

2231111222331(12// 12 1 11.256.5(122.25/6.52.25/6.5 31.7612 A B B A ql a l a l kN m =-=--+=-??-?+=-?

22115/965/968.752.52.848B D ql kN m =-=-??=-? 22111/321/328.752.51.709D B ql kN m =-=-??=-?

2.縱梁偏心引起柱端附加彎矩 :(本例中邊框架縱梁偏向外側,中框架縱梁 偏向內側 頂層外縱梁 442.530.10.253..A D M M kN m =-=?=(逆時針為正

樓層外縱梁 1112.660.11.266.A D M M kN m =-=?= 頂層中縱梁 44444.560.10.456.2.030.10.203.(B C B C M M kN m M M kN m BC =-=-?=-=-=-?=-僅 跨作用活載時

樓層中縱梁 111126.870.12.687.14.220.11.422.B C B C M M kN m M M kN m BC =-=-?=-=-=-?=-(僅 跨作用活載時 3.各節點不平衡彎矩: 當 AB 跨布置活載時: 44446.3520.2536.099A A B A M kN m =+=-+=-?

12311131.761.26630.494A A A A B A M M M kN m ===+=-+=-?

44446.3520.2536.099B B A B M kN m =+=-=? 12311131.761.26630.494B B B B A B M M M kN m ===+=-=?

當 BC 跨布置活載時: 44440.4070.2030.610B B D B M kN m =+=--=-? 1231112.8481.4224.27B B B B D B M M M kN m ===+=--=-?

當 AB 跨和 BC 跨均布置活載時: 44446.3520.2536.099A A B A M kN m =+=-+=-? 12311131.761.26630.494A A A A B A M M M kN m ===+=-+=-? 4444446.3520.4560.4075.489B B A B B D M kN m =++=--=? 1231111131.762.6872.84826.225B B B B A B B D M M M kN m ===++=--=?

4.框架活載的不利布置

活荷載為可變荷載, 應按其最不利位置確定框架梁、柱計算截面的最不利內 力。豎向活荷載最不利布置原則:(1 求某跨跨中最大正彎矩——本層同連續梁(本跨布置, 其它隔跨布置 , 其它按同跨隔層布置(圖 3-a;(2求某跨梁端最大負彎矩——本層同連續梁(本跨及相鄰跨布置,其它 隔跨布置 ,相鄰層與橫梁同跨的及遠的鄰跨布置活荷載,其它按同跨隔層布置(圖 3-b;(3求某柱柱頂左側及柱底右側受拉最大彎矩——該柱右側跨的上、下鄰 層橫梁布置活荷載,然后隔跨布置,其它層按同跨隔層布置(圖 3-c;當活荷載作用相對較小時, 常先按滿布活荷載計算內力, 然后對計算內力進 行調整的近似簡化法,調整系數:跨中彎矩 1.1~1.2,支座彎矩 1.0。

本工程考慮如下四種最不利組合:(a頂層邊跨梁跨中彎矩最大,圖 3-7;

(b頂層邊柱柱頂左側及柱底右側受拉最大彎矩,如圖 3-8;(c頂層邊跨梁梁端最大負彎矩,圖 3-9:(d活載滿跨布置,圖 3-10。

(a(b(c 圖 :3-豎向活荷載最不利布置 5.內力計算: 本工程采用“彎矩二次分配法”計算 具體計算步驟:

1根據各桿件的線剛度計算各節點的桿端彎矩分配系數,并計算豎向荷載 作用下各跨梁的固端彎矩。

2計算框架各節點的不平衡彎矩,并對所有節點的不平衡彎矩同時進行第 一次分配(其間不進行彎矩傳遞。

3將所有桿端的分配彎矩同時向其遠端傳遞(對于剛接框架,傳遞系數均 取 1/2。

4將各節點因傳遞彎矩而產生的新的不平衡彎矩進行第二次分配,使各節 點處于平衡狀態。至此,整個彎矩分配和傳遞過程即告結束。

5將各桿端的固端彎矩、分配彎矩和傳遞彎矩疊加,即得各桿端彎矩。活載(1 作用下彎矩二次分配過程如圖 3-11, 梁彎矩、剪力、軸力如圖 3-

12、圖 3-13。

活載(2 作用下彎矩二次分配過程如圖 3-14, 梁彎矩、剪力、軸力如圖 3-

15、圖 3-16。

活載(3 作用下彎矩二次分配過程如圖 3-17, 梁彎矩、剪力、軸力如圖 3-

18、圖 3-19。

活載(4 作用下彎矩二次分配過程如圖 3-20, 梁彎矩、剪力、軸力如圖 3-

21、圖 3-22。

根據所求出的梁端彎矩,再通過平衡條件,即可求出的活載作用下梁剪力、柱軸力,結果見表 3-5~表 3-20。

圖 3-7 活載不利布置 1

圖 3-8 活載不利布置 2

圖 3-9 活載不利布置 3

圖 3-10 活載不利布置 4 活載 1作用下的彎矩分配

上柱 下柱 右梁 左梁 上柱 下柱 右梁

1.49 0.64 2.13-1.709-0.88-0.62-3.21 6.25 2.01 8.26-1.709-0.93-0.53-3.17 A B 圖 3-11 活載(1彎矩分配過程

活載(1作用下 AB 跨梁端剪力 表 3-5

活載(1作用下 BC 跨梁端剪力 表 3-6 活載(1作用下 AB 跨跨中彎矩(kN.m 表 3-7

活載(1作用下柱軸力 表 3-8圖 3-12 活載(1彎矩圖(kN.m

圖 3-13 活載(1剪力、軸力(kN活載 2作用下的彎矩分配

上柱 下柱 右梁 左梁 上柱 下柱 右梁

1.49-0.04 1.45 6.25 1.82 8.07-1.709-0.88-1.03-3.62 6.62 2.20 8.82 A B 圖 3-14 活載(2彎矩分配過程

435363738-

活載(3作用下 AB 跨梁端剪力 表 3-13

活載(3作用下 BC 跨梁端剪力 表 3-14 活載(3 作用下 AB 跨跨中彎矩(kN.m 表 3-15

第四篇：結構設計荷載計算(重慶大學畢業設計)

3.荷載計算

磚：18KN/m3 加氣砼砌塊墻：4.9KN/m3 水泥砂漿：20KN/m3 鋼筋砼：（24~25）KN/m3 素砼：（22~24）KN/m3 墻面：貼瓷磚墻面（25mm厚（包括水泥砂漿打底）0.5KN/m2 屋面：油氈防水層：一層油氈刷油兩層：0.05KN/m2 活荷載：2.0KN/m2 3.1樓面荷載

3.1.1普通房間樓面恒載： 做法說明：

1，清水砼樓面板(100mm)2，20厚1：2水泥砂漿結合層(面刷水泥漿一道)(20mm)3，800*800地面磚(20mm)計算式：

0.1*25+0.02*20+0.02*22=3.34KN/m2 樓面活載：2.0KN/m2 3.1.2衛生間樓面恒載 做法說明：

1，清水砼樓面板（100mm）2，1:2mmJS防水涂膜(1.2mm)3，1:3水泥砂漿保護層。（20mm）4，爐渣回填（300mm）

5，1:3水泥砂漿找平（20mm）

6，1:2水泥砂漿結合層（面刷水泥砂漿一道）（20mm）7，300*300防滑地磚（13mm）計算式：

0.1*25+0.0012*4+0.02*20+0.30*15+0.02*20+0.02*20+0.013*22=8.49KN/m2 衛生間活載： 2.0KN/m2 3.2屋面荷載

3.2.1屋面恒載： 做法說明：

1，現澆砼屋面板（100mm）

2，1:6水泥礁渣找坡（平均厚度50mm）3，1:3水泥砂漿找平層（20mm）4，泡沫砼碎塊保溫層（100mm）5，1:3水泥砂漿找平層（20mm）6，SBS改性瀝青防水卷材（4mm）7，1:3水泥砂漿保護層（20mm）8，剛性屋面（60mm）計算式： 0.1*25+0.05*15+0.02*20+0.1*8+0.02*20+0.004*12+0.02*20+0.06*25=6.798KN/m2 屋面活載：2.0KN/m2 3.3梁上線荷載 3.3.1清水墻面

加氣混凝土砌塊墻(200mm)： 0.2*3.6*4.9=3.53KN/m 實心磚墻（衛生間）（200mm）0.2*3.6*18=12.96KN/m 3.3.2抹灰面（單面水泥砂漿20mm）0.02*3.6*20=1.44KN/m 3.3.3外墻涂料 做法說明： 1，基層墻體

2，界面砂漿（2mm）3，無機保溫砂漿（8mm）

4，滿掛玻纖網（5mm抗裂砂漿復合）5，柔性耐水膩子(1.5mm)6，外墻涂料（二遍3mm）計算式：

(0.002+0.008+0.005)*3.6*20+(0.0015+0.003)*3.6*9.8=1.24KN/m 3.4屋面梁線荷載 3.4.1梁寬350mm 6.798KN/m3*0.35m2=2.8kn/m 3.4.2梁寬200 6．798KN/m3*0.2=1.34kn/m 3.4.3墻高2.4米下梁荷載

0.2*4.9*2.4+(0.02*2.4*20)*2=4.272KN/m

第五篇：超限高層商業樓的結構設計分析論文

隨著社會經濟的發展，商業建筑迎來了蓬勃發展的時期。在建筑功能不斷集成的過程中，出現了一系列的結構問題：體量大、體型復雜、大跨、開洞等，因此現代商業建筑對結構設計的要求越來越高。本文將結合工程實例，總結超限高層商業建筑的結構設計方法，為此類項目的設計提供參考。

工程概況

某工程由 1 棟 6 層商業樓，4 棟超高層住宅樓，1 棟 59 層超高層辦公樓組成。本文以 6 層商業樓為例，分析總結超限高層商業建筑的結構設計方法。結合 6 層商業樓的建筑功能和結構平面布置的特點，設兩道防震縫將其分為 A、B、C 三個區，分區后僅 A 區屬超限高層，故本文主要介紹商業樓 A 區，下文所提商業樓均指商業樓 A 區。

本工程所在地區基本設防烈度為 6 度，設計基本地震加速度為0.05g,設計地震分組為第一組，建筑場地類別為Ⅱ類，場地特征周期，多遇地震為 0.35s,罕遇地震為 0.40s.商業 A 區結構單元抗震設防類別為重點設防類，應按高于本地區抗震設防烈度提高一度的要求加強其抗震措施，故商業樓框架抗震等級應為 2 級。多遇地震計算時結構阻尼比取 0.05,風振計算時結構阻尼比取 0.02.2 基礎設計

商業樓基礎設計等級為甲級，采用樁加防水板基礎。根據前期試樁檢測報告結論，采用Φ700 鉆孔灌注樁，抗壓兼抗拔樁。基礎埋深12.1m,遠大于建筑結構高度的 1/18.經復核，風荷載及水平地震作用下基底均不出現零應力區，可滿足高層建筑結構抗傾覆穩定要求。地下車庫設計

地下車庫采用框架剪力墻結構，局部增加的剪力墻，主要有兩個作用：一是為了使得地下 1 層與地上 1 層的剪切剛度比大于 2,滿足正負零作為地上單體嵌固端的要求，二是為了更好地保證室內外高差處水平力的傳遞。商業樓室內及室外相關范圍內，正負零零層采用梁板式結構，板厚 180 ~250,雙層雙向配筋，且配筋率不小于 0.25%.上部結構設計

（1）超限情況的判定

根據“住房和城鄉建設部關于印發《超限高層建筑工程抗震設防專項審查技術要點》的通知（建質〔2010〕109 號）”,對商業樓的超限情況判定如下：商業樓結構高度 29.2m,采用現澆鋼筋混凝土框架結構，屬于 A 級高度高層建筑，高度不超限。商業樓3 層以上豎向構件縮進大于 25%,屬尺寸突變（立面收進）；商業樓地上樓層存在多處樓板有效寬度小于 50%,開洞面積大于30%的情況；④商業樓3 層和4層之間質心相差達 18m,大于相應邊長的 15%,同時，考慮偏心扭轉位移比大于 1.2,小于 1.4.綜合以上分析，商業樓屬于超限高層建筑。

（2）上部結構計算分析

在小震作用下，全部結構處于彈性狀態，構件承載力和變形應該滿足規范的相關要求。根據《高層建筑混凝土結構技術規程》JGJ 3-2010 第 5.1.12 條的要求，本工程采用 SATWE 與 PMSAP 兩種不同分析軟件分別進行了整體內力及位移計算，兩種軟件的計算結果基本一致，結構體系滿足承載力、穩定性和正常使用的要求。樓層最大位層間移角小于 1/550,滿足 JGJ 32010 第 5.1.2 條，對不規則建筑應采用時程分析進行多遇地震下的補充計算。本工程所選的三條波為 TH2TG035、TH4TG035、RH4TG035,每條時程曲線計算得到的結構底部剪力均大于 CQC 法的 65%,三組時程曲線計算得到的底部剪力平均值大于 CQC 法計算得到的底部剪力的 80%,故所選三條波滿足規范要求。時程分析的結果表明，結構體系無明顯薄弱層，時程分析法包絡值較 CQC 法計算結果小，故結構的小震彈性設計由 CQC 法計算結果控制。

根據高層建筑混凝土結構技術規程 JGJ 3-2010 第 5.1.13 條的要求，對商業樓采用彈塑性靜力分析方法進行了補充計算。兩個方向罕遇地震下性能點最大層間位移角均小于 1/50,小于規范彈塑性位移角限值，因此宏觀上商業樓所用結構體系能保證大震不倒的設計要求。

在通過二階段設計實現三個水準的基本設防目標以外，針對本工程的具體情況，提出了以下抗震性能化目標：設防地震作用下，中庭連廊等薄弱處樓板內雙層雙向鋼筋不屈服；設防地震作用下，懸挑梁根部框架柱及大跨梁兩端相連框架柱斜截面抗剪按彈性設計，正截面抗彎按不屈服設計；PMSAP 樓板應力分析結果表明，中庭連廊根部、平面凹口陰角位置一般為應力集地區域，在多遇地震作用下，樓板主拉應力不大于混凝土抗拉強度標準值，樓板不會開裂，在設防地震作用下，應力集中位置樓板主拉應力略大于混凝土抗拉強度標準值，但適當加大樓板配筋，即可滿足樓板內鋼筋不屈服。

在設防地震作用下，利用 SATWE 進行彈性設計和不屈服設計，分別校核懸挑梁根部框架柱及大跨梁兩端相連框架柱的箍筋和縱筋，并與多遇地震計算結果一起進行包絡設計。計算結果表明，配筋值均在合理范圍，配筋切實可行。通過以上性能化設計措施，在對結構的經濟性影響較小的情況下，提高了結構的抗震性能，增加了建筑的安全性。

（3）上部結構設計針對偏心布置和扭轉不規則，設計時，盡量使結構抗側力構件在平面布置中對稱均勻布置，避免剛度中心與質量中心之間存在過大的偏離；加強外圍構件的剛度，增強結構的抗扭性能。計算時，考慮偶然偏心的影響，設計時適當加強受扭轉影響較大部位構件的強度、延性及配筋構造。通過調整結構布置，將考慮偶然偏心下的最大位移比嚴格控制在 1.4 以下，第一扭轉周期和第一平動周期比嚴格控制在 0.9 以下。

針對立面收進帶來的扭轉不利影響而采取的抗震措施詳第（1）條。構造上，對收進樓層（4 層）加厚至 140mm 且雙層雙向加強配筋，配筋率不小于 0.25%,但為減小大跨部分樓板自重，室內大跨度區域樓板厚 120mm,屋面大跨度區域樓板厚 130mm,收進部位上下層樓板（3 層和 5 層）厚度不小于 120mm,并雙層雙向加強配筋。根據《高層建筑混凝土結構技術規程 JGJ3-2010》的相關規定，體型收進部位上、下各兩層塔樓周邊豎向結構構件的抗震等級提高一級，框架柱在此范圍內箍筋全高加密，提高縱筋配筋率；收進部位以下兩層結構周邊豎向構件配筋加強。

針對因開洞形成樓板不連續情況，整體計算時按實際開洞情況建模，并將以上樓層定義為彈性膜，以考慮樓板不連續對結構的影響；同時，構造加厚連廊等薄弱區域樓板至 130mm 厚，并雙層雙向配筋，配筋率不小于 0.25%.結語

本文對某超限高層商業樓的結構設計進行了簡要介紹，主要的設計要點可總結如下：（1）結合建筑功能和結構布置合理設縫，規避平面布置的不規則；（2）優化布置結構抗側力構件，適當加強外圈構件的剛度，提高結構的抗扭性能；（3）采用兩種軟件進行多遇地震彈性分些，結構應滿足相應的強度和剛度要求；（4）對結構進行多遇地震下的彈性時程分析，驗證結構體系的合理性，并與振型分解反應譜法進行包絡設計；（5）補充罕遇下的靜力彈塑性分析，控制性能點層間位移角不大于規范要求；（6）根據工程的具體情況，提出合理的抗震性能化設計目標；（7）利用概念設計原理，結合規范要求，對薄弱部位進行構造加強。

參考文獻：

[1]呂西林。超限高層建筑工程抗震設計指南[M].上海：同濟大學出版社，2005.