楼板梁柱墙体桥梁混凝土露筋、漏振怎么处理/施工方案
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企业认证：
注册资本：30
企业性质：12,
主营产品：环氧树脂裂缝修补胶,混凝土硬化剂,地面起砂
公司地址：北辰区东鹏智谷国际商务港22号5门
产品英文名称：
聚合物修补砂浆
EINECS编号：
在钢筋混凝土浇筑过程中振捣不到位，保护层垫块没有设置或者固定不牢固，混凝土坍落度小，或拆模早，混凝土硬化前受外力导致剥落而使构件成型后钢筋外露的现象。原因分析：1&灌注混凝土时，钢筋保护层垫块移位、垫块太少或漏放，致使钢筋紧贴模板形成外露；2&结构构件截面小，钢筋过密，石子卡在钢筋上，使水泥砂浆不能充满钢筋周围，造成露筋；3&混凝土配合比不当，产生离折，靠模板部位缺浆或模板漏浆；4&混凝土保护层太小、保护层处混凝土漏振、振捣不实；振捣棒撞击钢筋、施工人员踩踏钢筋，使钢筋位移，造成露筋。混凝土内部主筋、副筋或箍筋局裸露在结构构件表面。遇到这种情况怎么办好正祥Z30聚合物修补砂浆一、Z30聚合物修补砂浆用途1．用于混凝土表面缺损的修补加固、凹凸表面的抹平；2．保护层的加厚、旧混凝土表面修复等；3. 本产品为“公路、桥梁修补找平加固”使用的聚合物砂浆4．提高混凝土的耐久性，延长混凝土使用寿命，阻止以水为载体的酸、碱、盐、CO2、SO3等介质对混凝土的侵蚀；5．所含阻锈成分具有低氯离子扩散率的防腐蚀功能，有效阻止钢筋锈蚀和除冰盐、冻融破坏；具有低氯离子扩散率的防腐蚀功能；二、Z30聚合物修补砂浆特点1．耐久性与混凝土同步，由进口乳液和无机粉料双组分组成，是一种既具有高分子材料的粘接性，又具有无机材料耐久性的新型混凝土修补材料2．抗压强度高，固化迅速，粘接性能好；3．有很好的保水性能和抗裂性、高耐碱性、耐紫外线；4．操作简便，可潮湿基层施工，健康环保。三、Z30聚合物修补砂浆性能抗压强度试验方法执行GB/T17671《水泥胶砂强度检验方法》；拉伸粘接强度的测定执行JC/T547《陶瓷墙地砖胶粘剂》。四、Z30聚合物修补砂浆用法1基层要求及处理：·基层表面应平整、粗糙、清洁、无油污、无浮灰，不应有起砂、空鼓、裂缝等现象。施工前应用高压水冲洗并保持潮湿状态，但不得有积水。·界面粘接力要求极高时，可预先涂刷正祥高强界面粘接剂处理。2材料配制：·将粉料&:&乳液按质量比6&:&1称取放置（体积比为3:&1）；·将实际用量80%的乳液倒入粉料中搅拌均匀，再将剩余的20%乳液逐渐倒入并搅拌均匀无结块，配好的浆料应保证在1小时内用完；·夏季高温施工时如发现已搅拌好的高强修补料变稠，可适当加入少量的乳液搅拌后继续使用。3施工：·在潮湿的混凝土基层表面先均匀涂一遍Z30料稀浆（粉料&:&乳液按质量比2&:&1配制），边涂刷边摊铺；·一次施工面积不宜过大，应分条和分块错开施工，每块面积不宜大于10m2，错开施工的间隔时间不应小于24小时。分层施工时，留缝位置应互相错开；·Z30施工完毕后应立即压抹，并宜一次抹平，不宜反复抹压。遇有气泡时应刺破压紧，表面应密实；·立面或顶面的面层厚度大于10mm时，应分层施工。每层抹面厚度宜为5～10mm，待前一层指触干时方可进行下层施工；　 &天津正祥科技有限公司产品主要涉及：混凝土地面起砂、墙面砂浆起砂、混凝土增强硬化处理，混凝土梁柱、楼板、墙体、桥梁、道路等工程裂缝的灌浆修复，混凝土地面、石材、瓷砖、人防门空鼓灌浆修复，混凝土裂缝封闭膏，网状裂缝封闭剂，混凝土耐久性修复，聚合物修补砂浆，高强环氧砂浆，混凝土面层装饰，混凝土防腐保护，混凝土返碱处理，植筋胶，粘钢胶，高强界面剂，碳纤维加固补强，防水堵漏等材料。Z30聚合物修补砂浆(C50)，Z31（C50）和Z32环氧修补砂浆（Z32可以达到C100以上强度）都可用于混凝土加固修复，具体选定需要看现场情况，材料选定和方案可以咨询技术人员：李工/办公室：022-
天津正祥建筑修复技术有限公司（天津正祥科技有限公司）是一家致力于建筑材料研究、生产、销售、施工、服务、咨询于一体的专业化公司。公司拥有经验丰富的研究团队，并与南开大学、天津大学、天津城建学院、天津科技大学等多所院校保有人才交流合作,共同携手于土木工程专业及材料领域的创新发展。公司秉承用科技回报用户,用产品创造口碑的理念,去研发每一种产品,去服务每一位客户。您将困难留给我们,我们将微笑归还予您。我们的口号是“ 诚信承诺，实干实效 ”。以客户的满意度为标尺，竭诚为客户在建筑物的修补，结构加固，外形美观等方面提供优质的材料、一流的技术和周到的服务。公司产品曾在奥运工程、京津城际高铁、哈大高铁、石武高铁、宁杭高铁、津秦高铁、南水北调工程、天津津机场、天津西站、天津东站、天津地铁二号三号线、北京地铁九号线、黄骅华润热电厂及四川、天津、北京中小学抗震加固工程中得到广泛应用，得到客户及业内的一致认可。 公司产品主要涉及：混凝土地面起砂、墙面砂浆返砂、混凝土硬化处理，混凝土梁柱、楼板、墙体、地下室、桥梁、公路等各种工程裂缝的灌浆修复，混凝土的耐久性修复，清水混凝土面层装饰，混凝土防腐保护，植筋胶、粘钢胶，高强界面剂,高强聚合物修补砂浆，高强环氧砂浆，混凝土返碱修复,碳纤维加固补强，防水堵漏等材料。
成立时间：
企业经济性质：
私营独资企业
年营业额：
250万-500万
注册资金：
经营模式：
员工人数：
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<input type="hidden" id="_mtitle" value='劝你不要打了，太危险了！
55（65）平米阁楼室内净面积为44（55）多一点儿。10厘米的楼板厚度加上5厘米的铺合地面装的厚度加起来是15厘米，44（55）平米混凝土总重量为18（20）吨左右。这样的重量仅靠两根200X250的小梁和四周几根很细的与里的钢筋链接，是非常危险的。尤其是目前广泛采用的在墙上掏沟的做法。如果你和邻居同时都在仅厚200的墙上扣沟，墙就断开了，大楼的整体结构就断开了，更危险。55（65）平阁楼，整个房间的总和也就8米长，并且不是均匀分布。就算你每米10个焊点（剪力墙里没有那么多足够粗的钢筋），你也就是60多个焊点。承受18吨（相当于180KN）的剪向力，每个焊点承受3KN的剪向力（静态，受到震动是称指数项增加），别说是农民工，就是化建公司高级焊工也是做不到的。绝对不能在剪力墙上掏沟。即便你有非常高超的焊接技术，焊点的抗拉、抗剪强度足够，那就更危险了，只要稍微有一点点震动，18吨的重量会把建立强力的钢筋拉出来，造成整栋大楼解体。
我也是顶楼带阁楼的住户，我们都住顶楼，别以为破坏结构对楼下的影响不大，只我们自己来说太危险。你还记得911的世贸大厦吗？飞机只撞了一层楼，却造成了整栋大楼坍塌。原因就是顶层的结构塌落砸到了下层，就这样一层一层地砸塌了整栋大楼。这就叫类中的多米诺效应
我奉劝你们做的楼板。钢结构的重量比混凝土轻多了，只有相同面积混凝土楼板重量的1/15-1/20，最复杂的，也不到1/10。44平米（55平阁楼）楼板的重量不足一吨，并且是均匀分布，任何建筑都是能够承受的。
钢结构的前期成本会比混凝土大一些，但是后期可以直接铺地热（不用沙子、）、铺地板，就便宜多了。钢结构的价格大概在每平米300左右。实际装修的总费用比混凝土楼板贵不多少、甚至更低。你去过大型的厂房吧，你看看大厂房里的隔层是不是都是钢结构的？难道说大工厂里的工程师不知道成本呀？他们都是傻子吗？
非要打混凝土楼板也可以，关键是你要科学，绝对不能在剪力墙上掏沟。正确的做法是在四周做承台，在没有梁的边上用足够的槽钢或做梁承重。不过这样一来，你的花销可能会超过钢结构。
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劝你不要打了，太危险了！
55（65）平米阁楼室内净面积为44（55）多一点儿。10厘米的楼板厚度加上5厘米的铺合地面装的厚度加起来是15厘米，44（55）平米混凝土总重量为18（20）吨左右。这样的重量仅靠两根200X250的小梁和四周几根很细的与里的钢筋链接，是非常危险的。尤其是目前广泛采用的在墙上掏沟的做法。如果你和邻居同时都在仅厚200的墙上扣沟，墙就断开了，大楼的整体结构就断开了，更危险。55（65）平阁楼，整个房间的总和也就8米长，并且不是均匀分布。就算你每米10个焊点（剪力墙里没有那么多足够粗的钢筋），你也就是60多个焊点。承受18吨（相当于180KN）的剪向力，每个焊点承受3KN的剪向力（静态，受到震动是称指数项增加），别说是农民工，就是化建公司高级焊工也是做不到的。绝对不能在剪力墙上掏沟。即便你有非常高超的焊接技术，焊点的抗拉、抗剪强度足够，那就更危险了，只要稍微有一点点震动，18吨的重量会把建立强力的钢筋拉出来，造成整栋大楼解体。
我也是顶楼带阁楼的住户，我们都住顶楼，别以为破坏结构对楼下的影响不大，只我们自己来说太危险。你还记得911的世贸大厦吗？飞机只撞了一层楼，却造成了整栋大楼坍塌。原因就是顶层的结构塌落砸到了下层，就这样一层一层地砸塌了整栋大楼。这就叫类中的多米诺效应
我奉劝你们做的楼板。钢结构的重量比混凝土轻多了，只有相同面积混凝土楼板重量的1/15-1/20，最复杂的，也不到1/10。44平米（55平阁楼）楼板的重量不足一吨，并且是均匀分布，任何建筑都是能够承受的。
钢结构的前期成本会比混凝土大一些，但是后期可以直接铺地热（不用沙子、）、铺地板，就便宜多了。钢结构的价格大概在每平米300左右。实际装修的总费用比混凝土楼板贵不多少、甚至更低。你去过大型的厂房吧，你看看大厂房里的隔层是不是都是钢结构的？难道说大工厂里的工程师不知道成本呀？他们都是傻子吗？
非要打混凝土楼板也可以，关键是你要科学，绝对不能在剪力墙上掏沟。正确的做法是在四周做承台，在没有梁的边上用足够的槽钢或做梁承重。不过这样一来，你的花销可能会超过钢结构。
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梁，柱混凝土强度等级不一样要怎么浇注
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梁，柱混凝土强度等级不一样要怎么浇注
关注微信公众号建筑工程专业毕业设计计算书第一章建筑设计说明书一、建筑设计概况与主要技术经济指标 1、设计详细说明 （1） 、气象条件 ①、温度：最热月平均 30.3℃，最冷月平均 3.7℃； 室外计算温度：夏季极端最高 40.1℃，冬季极端最底－9.5℃； ②、相对湿度：最热月平均 73%； ③、主导风向：全年为西北风，夏季为东南风，基本风压 0.35kn/m2 ④、雨雪条件：年降水量 1450mm，日最大降水强度 192mm/日； 暴雨降水强度 3.31mm/s，100mm2；基本雪压 0.35kn/m2； （2） 、工程地质条件 拟建场地各地层由上往下依次为： ①、人工填土，厚度 1.3～2.1m，不宜做为持力层； ②、新冲击黏土，厚度 0.4～1.2m，不宜做为持力层； ③、冲击粉质黏土，厚度 4.5～5.6m，是较好的持力层，承载力标准 值 270KPa； ④、残积粉质黏土，厚度小于一米，是良好的持力层，承载力标准 值 300KPa； ⑤、强风化泥质粉砂岩（未钻透） ，是理想的持力层，承载力标准值 350KPa；地下水位：地表以下 2 米内无侵蚀性，稳定低水位埋 深为 2.3m～2.8m 之间。 ⑥、抗震设防烈度按 7 度考虑，设计基本本地加速度值为 0.15g，场 地土属中硬性，二类场地，建筑物类别为二类。 （3） 、施工技术条件 “三通一平”等施工现场准备工作已经做好，各种机具、材料能满 足要求。 2、建筑主要技术经济指标 （1） 根据要求及地形状况， 、 本建筑设计为 L 形综合办公楼， 建筑面积为 3413.34 平方米，占地面积 487.52 平方米。首层高 3.6m，其余各层高 3.6m 主体为六 层，总高为 23.4m。建筑横总长为 23.4m，纵向总长为 33.6m。 （2） 、耐火等级：二级。 二、建筑内容 1、平面功能分析 本建筑设计中间设有走廊， 两侧均有采光及兼作通风的窗， 轴线宽 2.1m， 满足工作人员的通行要求及疏散要求；办公楼底层设有两个入口，一个宽 2.4m 的正门，一个宽 2.1m 的侧门，均直接通往大厅；主体内各层都设有两 楼梯，一电梯，各有单独的入口，具体尺寸及做法详见建筑施工图，这也满 足了疏散的入口要求。 2、房间布置 本办公楼设有接待室及会客室，满足休息要求；横向部分的房间呈南北 向布置，且在南北两侧均设有用来通风及采光的适当宽度、1.5m 高的窗 户；纵向部分的房间呈东西向布置，且在东面设有宽度不等的窗户，西-1-建筑工程专业毕业设计计算书面设有半透明的玻璃幕墙，满足通风几采光的要求，且防止了西晒。 3、安全设施 （1） 、疏散要求方面：最远端房间的门距离楼梯距离为 14.7m；两个楼梯 至少可以并列通过三个人，合乎建筑规范要求。 （2） 、防火要求方面，在各个楼道内均设有消防栓。 三、构造处理 1、墙面构造处理 ①、内外纵横墙为 240mm 厚，卫生间的标高比室内标高低 30mm。 ②、防潮处理：墙身水平防潮处理，在标高为－0.060m 处铺设 3%防水 剂的细石混凝土厚 60mm；垂直防潮处理，在所有外墙壁窗台标高 以下采用防水砂浆。 2、门窗选用 所有的向内开的门均采用普通的镶板木门，进大厅的正门采用玻璃门， 另一个侧门则采用玻璃弹簧自动门；窗户均采用铝合金推拉窗，具体的 构造做法详见建筑施工图内的门窗表。 3、楼地面及内外墙做法 根据房间的功能不同，所采用的不同材料装饰。具体做法详见建筑施 工图。 4、屋顶构造做法 采用构造找坡做法，柔性防水屋面，详见建筑施工图中的节点构造详 图，屋面排水采用女儿墙内排水，天沟采用现浇天沟。 5、楼梯构造做法 防滑采用 98ZJ401-29-1， 起步采用 98ZJ401-28-6， 栏杆做法见建筑施工图。 四、其它补充 1、本设计中除标高以 m 为单位外，其它均以 mm 为单位。 2、所以未标注的门垛宽均为 240mm。 3、室内标高为±0.000，室外标高为-0.450。 4、所有的卫生器具、办公用品及家居均购买成品。 5、设计中的未尽事宜，请参照有关建筑规范施工。第二章结构设计说明书一、设计资料 1、建筑平面图如建筑施工图所示 2、基本风压 W0=0.35KN/m2 3、工程地质资料：自然 地表下 1.2m 内为砂砾石（地基承载力标 准值 fk=240kp） ，其下层为圆砾石（地基承载力标准值 fk=300kp） ，再下层为粘 土层（地基承载力标准值 fk=230kp） 。 4、该工程所在的长沙市地震基本烈度 7 度，近震。场地土为Ⅱ类。 二、结构选型 1、结构体系选型：采用钢筋混凝土现浇框架结构体系（纵横向承重框架） 体系。对于六层的办公楼，可采用钢筋混凝土框架结构、混合结构、底 层框架或内框架砖房结构。该建筑要求布置灵活，同时考虑该建筑处于 7 度地震区，故选用框架 结构体系。由于结构承受纵横向水平地震作用，-2-建筑工程专业毕业设计计算书故选用纵横向承重框架体系。 2、其它结构选型 （1） 、屋面结构：采用现浇混凝土板作承重结构，屋面板按上人屋面的 使用荷载选用。 （2） 、楼层结构：所有露面均采用现浇混凝土结构。 （3） 、楼梯结构：由于楼梯段水平投影长度不大于 3 米，故采用钢筋混 凝土板式楼梯。 （4） 、天沟：采用现浇天沟。 （5） 、过梁：窗过梁以及门的过梁均采用钢筋混凝土梁，并采用可兼做 过梁的框架梁做窗过梁。 （6） 、基础梁：因持力层较深，采用现浇钢筋混凝土基础梁。 （7） 、基础：因荷载不很大，地基承载力较大，采用钢筋混凝土柱下独 立基础。 三、结构布置 标准层楼面及屋面结构布置图详见结构施工图。 四、框架结构计算 1、确定框架计算简图 假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与框架柱刚接。由于各层柱的 截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面行心轴线之间的距离。底层柱高从基 础顶面算至二楼楼面，基础顶面标高根据地质条件、室内外高岔等定为 -0.450m，二楼楼面标高为 3.600m，故柱高为 4.05m，其余各层的柱高从 楼面算至上一层楼面（即层高） ，故均为 3.0m。故可绘出计算简图如计 算书内所示。 多层框架为超静定结构，在内力计算之前，要预先估算梁、柱的截 面尺寸及结构所才的材料强度等级，以求得框架中各杆的线刚度及相对 线刚度。 2、梁柱的截面尺寸大致根据下列公式估算： 框架梁：h=L/（10～18） b=h/（2～3） 框架柱：b=H/（15～20） 3、计算线刚度 用公式 I=EI/L 计算，但在计算梁的刚度时，边梁要乘以 1.5，中间梁要 乘以 2，这是因为考虑到楼板对所起的翼缘约束作用。 4、荷载计算 把板划分为双向板计算。取荷载的标准值均查阅《荷载结构规范》而来。 5、梁主要验算正、斜截面的承载力，柱主要验算轴压比几两者均需验算草 料强度。在验算时活荷载按满跨布置。 6、内力计算 恒荷载和活荷载的内力计算均采用力矩分配发，活荷载选取三种情况来 计算。风荷载和地震荷载均采用反弯点法，因为梁、柱相对线刚度接近 于 3。其中地震荷载的作用按底部剪力法计算。 7、内力组合 各种框架情况下的内力求的后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。当考 虑结构塑性内力重分布的有利影响时， 应在内力组合之前对竖向荷载作用下的 内力进行调幅。当有地震作用时，应分别考虑恒荷载和活荷载的组合及重力荷-3-建筑工程专业毕业设计计算书载代表值与地震作用的组合，并比较考虑这两种组合的内力，取最不利者。由 于构件控制截面的内力值应区支坐边缘处，为此，应先计算各梁的控制截面处 的（支坐边缘处的）内力值。为了简化起见，也可采用轴线处的内力值，这样 计算得的钢筋用梁比需要的钢筋用梁略多一点。第三章 基本资料及结构选型 工程名称： 一、 工程名称：中南地质局综合办公楼 建设地点： 二、 建设地点：长沙市区 设计资料： 三、 设计资料：⑴基本风压 W0 = 0.35 KN / m 2 ⑵基本雪压 S0 = 0.35 KN / m 2 ⑶地面粗糙类型：C 类 ⑷极端最高温度：40.1℃ 极端最低温度：-9.5℃ ⑸工程地质条件： 场地土质分布均匀。 自上而下为： 人工填土层， 厚度 1.3～ 2.1m,不宜作为持力层；新冲击粘土层，厚度 0.4～1.2m,不宜作为持力层； 冲击粉质粘土，厚度 4.5～5.6m,是较好的持力层，承载力标准值 270KPa； 残积粉质粘土,厚度＜1m,是良好的持力层和下卧层,承载力标准值 300KPa； 强风化泥质粉砂岩（未钻透）,是理想的持力层,承载力标准值 350KPa；地下 水位：地表以下两米内无侵蚀性，稳定地下水位埋深为 2.3～2.8m 之间 ⑹该地区抗震设防烈度为 7 度 ⑺建筑物类别：二类四、结构选型 1、结构体系选型：采用钢筋混凝土现浇框架结构体系 、2、其他结构选型：⑴屋面结构：采用现浇钢筋混凝土板做承重结构，屋面按不上人屋面事业荷载选用 ⑵楼面结构：采用全部现浇钢筋混凝土板 ⑶楼梯结构：采用全部现浇钢筋混凝土板式楼梯 ⑷、天沟：采用现浇内天沟。 ⑸、过梁：窗过梁以及带雨蓬的门过梁均采用钢筋混凝土梁，有些框架 梁可兼作窗过梁使用。 ⑹、基础梁：因持力层较深，且天然地表下土质较好，采用现浇钢筋混 凝土基础梁。 ⑺、基础：因荷载不是很大，地基承载力较大 ，采用钢筋混凝土柱下 单独基础。-4-建筑工程专业毕业设计计算书第四章 结构布置 一、 确定框架计算简图选一榀框架进行计算，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。由 于各层柱的截面尺寸不变，故梁跨等于柱截面形心轴线之间的距离。底层柱高从 基础顶面算至一层板底，基顶标高根据地质条件、室内外高差定为-0.45m，室外 地坪至基础顶面的高度为 0.25 m，底层楼层 3.6m，故底层柱高为 4.3m。其余各 层的柱高为各层层高，故均为 3.6m。由此可绘出框架的计算简图如下所示：框架计算单元框架轴线尺寸二、 初估梁柱截面尺寸多层框架结构为超静定结构，在内力计算之前，先估算梁柱的截面尺寸及 结构所采用强度等级，以求得框架中各杆的线刚度及相对线刚度。 混凝土强度等级：梁柱均采用 C30（E=2.95× 107 KN / m 2 ） ⑴梁的截面尺寸 按跨度大者计算，l=5400mm,h=(1/8-1/12)l=675mm-450mm，取 h=600mm b=(1/2-1/3)l=300mm-200mm,取 b=250mm 故框架梁的初选截面尺寸为 b×h=250mm×600mm 1 3 其惯性矩： I b = bh =1/12×250× × 109 mm 4 12 ⑵柱的截面尺寸 按层高确定，底层 H=3600mm＋450mm＋250mm=4300mm b=(1/15-1/20)H=286mm-215mm,取 b=400mm-5-建筑工程专业毕业设计计算书h=(1-2)b=573mm-286mm, 取 h=400mm 故框架柱的截面尺寸为 b×h=400mm×400mm 1 其惯性矩： I c = bh3 =1/12×400× × 109 mm 4 12 ⑶板的截面尺寸 由于l2 =.5＜2，故按双向板设计 l1h=(1/30-1/40) l1 =120mm-90mm, 取 h=100mm三、 梁柱线刚度计算由 i＝EI/l,得 梁： iA6 B6 =1.5 I b ×4.5× 109 /5400×E=12.495× 105 EiB6C6 =2 I b ×4.5× 109 /2100×E=42.8× 105 E iC6 D6 =1.5 I b ×4.5× 109 /5400×E=12.495× 105 E柱： iA1 A0 =2.133× 109 /4300×E=4.96× 105 E 取 iA1 A0 为基准值 1，则相对线刚度表示如下：第五章 一、恒载标准值计算框架结构荷载计算-6-建筑工程专业毕业设计计算书1、屋面 、 防水层（刚性）30 厚 C20 细石混凝土防水 防水层（柔性）三毡四油铺小石子 波形石棉瓦 找平层：15 厚水泥砂浆 保温层：80 厚矿渣水泥 1.0 KN / m 2 0.4 KN / m 2 0.2 KN / m 2 0.015m×20 KN / m3 =0.3 KN / m 2 0.08m×14.5 KN / m3 =1.16 KN / m 2 0.1m×25 KN / m3 =2.5 KN / m 2 0.01m×17 KN / m3 =0.17 KN / m 2 5.73 KN / m 2结构层：100 厚现浇钢筋混凝土板 抹灰层：10 厚混合砂浆 合计 2、走廊及标准层楼面 小瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 结构层：100 厚现浇钢筋混凝土板 抹灰层：10 厚混合砂浆 合计 3、梁自重 ⑴主梁 梁自重 b×h=250mm×600mm0.55 KN / m 2 0.1m×25 KN / m3 =2.5 KN / m 20.01m×17 KN / m3 =0.17 KN / m 2 3.22 KN / m 225 KN / m3 ×0.25m×（0.6-0.1）m=3.125 KN / m 0.01m × （ 0.6-0.1+0.25 ） m × 2 × 17 KN / m3 =0.255 KN / m抹 灰 层 ： 10 厚 混 合 砂 浆合计 ⑵基础梁 梁自重 4、柱自重 柱自重3.38 KN / m b×h=250mm×400mm 25 KN / m3 ×0.25m×0.4m=2.5 KN / m b×h=400mm×400mm 25 KN / m3 ×0.4m×0.4m=4 KN / m抹灰重：10 厚混合砂浆 0.01m×0.4m×4×17 KN / m3 =0.27 KN / m 合计 5、外纵墙自重 4.27 KN / m-7-建筑工程专业毕业设计计算书⑴标准层 纵墙 铝合金窗 （3.6-1.8-0.6）m×0.24m×18 KN / m3 =5.184 KN / m 0.35 KN / m 2 ×1.8m=0.63 KN / m贴瓷砖外墙面（包括水泥砂浆打底 25mm） 0. 5 KN / m 2 ×（3.6-1.8）m=0.9 KN / m 水泥粉刷内墙面 合计 ⑵底层 纵墙 0.36 KN / m 2 ×（3.6-1.8）m=0.648 KN / m 7.362 KN / m （3.6-1.8-0.6-0.4）m×0.24m×18 KN / m3 =3.456 KN / m 0.35 KN / m 2 ×1.8m=0.63 KN / m铝合金窗贴瓷砖外墙面（包括水泥砂浆打底 25mm） 0.5 KN / m 2 ×（3.6-1.8）m=0.9 KN / m 水泥粉刷内墙面 合计 6、内纵墙自重 ⑴标准层 纵墙 0.36 KN / m 2 ×（3.6-1.8）m=0.648 KN / m 5.634 KN / m（3.6--0.6-0.9）m×0.24m×18 KN / m3 =9.072 KN / m 0.36 KN / m 2 ×2.1m×2=1.512 KN / m 10.584 KN / m水泥粉刷内墙面 合计 7、内隔墙自重 ⑴标准层 内隔墙（3.6-0.6）m×0.24m×9.8 KN / m3 =7.056 KN / m 0.36 KN / m 2 ×3m×2=2.16 KN / m 10.216 KN / m水泥粉刷墙面 合计 ⑵底层内隔墙 （3.6-0.6-0.4）m×0.24m×9.8 KN / m3 =6.115 KN / m 水泥粉刷墙面 合计 0.36 KN / m 2 ×3m×2=2.16 KN / m 8.275 KN / m-8-建筑工程专业毕业设计计算书二、活载标准值计算1、屋面和楼面活载标准值 不上人屋面： 楼面： 0.5 KN / m 2办公室、阅览室 2.0 KN / m 2 楼梯、走廊 2.5 KN / m 22、雪荷载sk = ur s0 =0.8×0.35 KN / m 2 =0.28 KN / m 2屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值。 3、竖向荷载下框架受荷总图 计算简图如下：1⑴A-B 轴间框架梁 板传至梁上的三角形或梯形荷载等效为均布荷载 屋面板传荷载： 恒载：5.73 KN / m 2 ×1.8m×（1-2× 0.332 + 0.333 ）×2=16.91 KN / m 活载：0.5 KN / m 2 ×1.8m×（1-2× 0.332 + 0.333 ）×2=1.48 KN / m 楼面板传荷载： 恒载：3.22 KN / m 2 ×1.8m×（1-2× 0.332 + 0.333 ）×2=9.51 KN / m 活载：2.0 KN / m 2 ×1.8m×（1-2× 0.332 + 0.333 ）×2=5.90 KN / m-9-建筑工程专业毕业设计计算书梁自重：3.38 KN / m A- B 轴间框架梁的均布荷载为： 屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载 =3.38 KN / m +16.91 KN / m =20.29 KN / m 活载=板传荷载 =1.48 KN / m 楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载 =3.38 KN / m +9.51 KN / m =12.89 KN / m 活载=板传荷载 =5.90 KN / m ⑵B-C 轴间框架梁 屋面板传荷载： 恒载： 活载： 楼面板传荷载： 恒载： 活载： 3.22 KN / m 2 ×1.8m×5/8×2=7.245 KN / m 2.5 KN / m 2 ×1.8m×5/8×2=5.63 KN / m 5.73 KN / m 2 ×1.8m×5/8×2=12.89 KN / m 0.5 KN / m 2 ×1.8m×5/8×2=1.125 KN / m梁自重：3.38 KN / m B- C 轴间框架梁的均布荷载为： 屋面梁 恒载=梁自重+板传荷载 =3.38 KN / m +12.89 KN / m =16.27 KN / m 活载=板传荷载 =1.125 KN / m 楼面梁 恒载=梁自重+板传荷载 =3.38 KN / m +7.245 KN / m =10.625 KN / m 活载=板传荷载 =5.63 KN / m ⑶C-D 轴间框架梁同 A-B 轴间框架梁 ⑷A 轴柱纵向集中荷载计算 顶层柱 天 沟 自 重 25 KN / m 2 × （ 0.6+0.2-0.1 ） m × 0.1 m+ （ 0.6+0.2 ） m × （0.5+0.36） KN / m 2 =2.44 KN / m 顶层柱恒载=天沟自重+梁自重+板传荷载 =2.44 KN / m ×3.6 m+3.38 KN / m ×（3.6-0.4）m+16.91 KN / m ×3.6m+5.73 KN / m ×1.8m×5/8×3.6m =74.76KN 顶层柱活载=板传活载- 10 -建筑工程专业毕业设计计算书=1.55 KN / m ×3.6m/2+0.5 KN / m 2 ×1.8m×3.6m×5/8 =4.82KN 标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载 =7.362 KN / m × （ 3.6-0.4 ） m+3.38 KN / m × （ 3.6-0.4 ） m+9.97 KN / m ×3.6m/2+3.22 KN / m 2 ×1.8m ×3.6 m×5/8 =65.36KN 标准层柱活载=板传活载 =6.19 KN / m ×3.6m/2+2.0 KN / m 2 ×1.8 m×5/8×3.6m =19.24KN 基础顶面恒载=底层外纵墙自重+基础梁自重 =5.364 KN / m ×（3.6-0.4）m +2.5 KN / m ×（3.6-0.4）m =26.03KN ⑸B 轴柱纵向集中荷载计算 顶层柱恒载=梁自重+板传荷载 =3.38 KN / m × （ 3.6-0.4 ） m +16.91 KN / m × 3.6m +5.73 KN / m 2 ×1.8m ×3.6m ×5/8+5.73 KN / m 2 ×1.8m× 3.6m×0.82+5.73 KN / m 2 ×1.8m ×0.9m ×5/8 87.16KN 顶层柱活载=板传活载 = 1.55 KN / m × 3.6m/2 +0.5 KN / m 2 × 1.8m × 3.6m × 5/8+2.0 KN / m 2 × 1.8m × 3.6m × 0.82+2.0 KN / m 2 × 1.8m ×0.9m ×5/8 =18KN 标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载 = 3.38 KN / m ×（3.6-0.4）m+10.584 KN / m ×（3.6-0.4） m+9.97 KN / m ×3.6m/2+3.22 KN / m 2 ×1.8m ×3.6 m ×5/8+3.22 KN / m 2 ×1.8m ×3.6 m×5/8+3.22 KN / m 2 ×1.8m ×0.9m×5/8 =96.9KN 标准层柱活载=板传活载 =6.19 KN / m × 3.6m/2+ 2.0 KN / m 2 × 1.8m × 3.6 m × 5/8+2.5 KN / m 2 ×1.8m ×3.6 m×0.82+2.5 KN / m 2 × 1.8m ×0.9m×5/8- 11 -建筑工程专业毕业设计计算书=35.7KN 基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重 =10.584 KN / m ×（3.6-0.4）m +2.5 KN / m ×（3.6-0.4）m =41.87KN ⑹C 轴柱同 B 轴 ⑺D 轴柱同 A 轴竖 受 总 向 荷 图4、风荷载计算 作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值： 风荷载标准值公式如下：ωK=βzμsμzω0 《荷载规范》规定，高度小于 30m 或高宽比小于 1.5 的房屋结构，允许不考 虑风荷载的动力影响，即取β=1.0。 风荷载体型系数μS，查《荷载规范》表 7.3.1 的 30 项次得：μS=0.8-0=0.8 风压高度变化系数μz，查《荷载规范》表 7.2.1，地面粗糙度类别为 C 类，- 12 -建筑工程专业毕业设计计算书并结合以内差法得： 离地面高 3.6 度 Z（m） μz 0.537.2 0.74210.8 0.7414.4 0.7418.0 0.821.6 0.87设计资料提供：ω0=0.35KN/m 。 ? w1k =1.0×0.8×0.53×0.35 KN / m 2 =0.15 KN / m 2w2 k =1.0×0.8×0.74×0.35 KN / m 2 =0.21 KN / m 2 w3k =1.0×0.8×0.74×0.35 KN / m 2 =0.21 KN / m 2 w4 k =1.0×0.8×0.74×0.35 KN / m 2 =0.21 KN / m 2 w5 k =1.0×0.8×0.8×0.35 KN / m 2 =0.22 KN / m 2 w6 k =1.0×0.8×0.87×0.35 KN / m 2 =0.24 KN / m 2转化为集中荷载： 6 层： Fw6k=0.24×3.6/2×（3.6+1.8）=2.33KN 5 层： Fw5k=0.22×3.6/2×（3.6+3.6）=2.85KN 4 层： Fw4k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 3 层： Fw3k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 2 层： Fw2k=0.21×3.6/2×（3.6+3.6）=2.72KN 1 层： Fw1k=0.15×3.6/2×（3.6+3.6）=1.94KN 5、 风荷载作用下的侧移验算 ⑴横向 2-6 层 D 值计算i αc = 2+iD = α c ? ic ? 12 h2 （KN/m）i=∑i2icbA 轴柱2 × 3.69 ×104 = 2.53 2×1.46×104 2 × (3.69 +12.63) = 11.18 2 ×1.46 2 × (3.69 +12.63) = 11.18 2 ×1.46 2 × 3.69 ×104 = 2.53 2×1.46×1040.5597557B 轴柱 C 轴柱 D 轴柱0.848 0.848 0.559 7557∑ D = 7557 + 11464 + 11464 + 7557 = 38042- 13 -建筑工程专业毕业设计计算书横向底层 D 值计算：∑i i=icb0.5 + i αc = 2+iD = α c ? ic ?A 轴柱2 × 3.69 ×104 = 2.53 2×1.46×104 2 × (3.69 +12.63) = 11.18 2 ×1.46 2 × (3.69 +12.63) = 11.18 2 ×1.46 2 × 3.69 ×104 = 2.53 2×1.46×1040.66912 h2 （KN/m） 9044B 轴柱 C 轴柱 D 轴柱0.886 0.886 0.669 9144∑ D = 9044 + 11977 + 11977 + 9044 = 42042⑵风荷载作用下框架侧移计算 水平荷载作用下框架的层间侧移按下式计算：△u j =∑Dvjij第一层的层间侧移值求出以后， 就可以计算各楼板标高处的侧移值的顶点侧 移值，各层楼板标高处的侧移值是该层以下各层层间侧移之和。顶点侧移是所有 各层层间侧移之和。 J 层侧移u j = ∑ △u jj =1j顶点侧移u = ∑ △u jj =1n框架在风荷载作用下侧移计算如下： 层次 w j /KN VJ /KN 6 5 4 3 2 1 2.33 2.85 2.72 2.72 2.72 1.94 2.33 5.18 7.90 10.62 13.34 15.28∑D△u j / m△u j /h（KN/m）
0.1 0.3 0.41/00 1/00 1/0u = ∑ △u j =0.0015m- 14 -建筑工程专业毕业设计计算书侧移验算： 层间侧移最大值：1/ （满足） 6、水平地震作用计算 本建筑建筑高度为 23.4m，且高度和刚度沿高度均匀分布，可采用底部剪 力法计算地震作用。 ⑴作用于屋面梁及各层楼面梁处的重力荷载代表值： G6 =74.76+87.16+87.16+74.76=323.84（KN） G5 = G4 = G3 = G2 = G1 =（65.36+19.24）×2+（96.9+35.7）×2 =434.4（KN） ⑵框架自震周期计算：H2 T1 = 0.33 + 0.00069 3 B得出 T1 =0.491sH=23.4mB=12.9m⑶多遇水平地震作用标准值及位移的计算 由设防烈度微度，场地土二类。查得 α max = 0.08 ， Tg = 0.35s 则横向地震影响系数： α1 = (Tg T1 )0.9 ? α max = (0.35 0.9 ) × 0.08 =0.059 0.49T1 =0.491＞1.4 Tg =0.49 则 δ n = 0.08T1 + 0.07 = 0.1092Fek = 0.85 ? α1 ? ∑ Gi =0.059×（323.84+434.4×5）×0.85=125.16（KN）△ Fn 6 = δ n ? Fek =0.=13.67（KN）则每层计算如下：层次GiHiGi H i∑G HiiFe 6 k +△ Fn 6或 Feik 6 5 4 3 2 1 323.84 434.4 434.4 434.4 434.4 434.4 21.6 18 14.4 10.8 7.2 3.6 9.20 1.52 3.84 .42 32.14 25.71 19.28 12.86 6.43- 15 -建筑工程专业毕业设计计算书层次 6 5 4 3 2 1Fi 42.42 32.14 25.71 19.28 12.86 6.43Vi 42.42 74.56 100.27 119.55 132.41 138.84∑D
△ue△ue /h0.0 0.1 0.31/0 1/1 1/1∑ue= 0.0156（满足）顶点位移：0.=1/666＜1/550第六章框架内力计算为简化计算，考虑如下几种单独受荷情况： ⑴恒载作用； ⑵活荷载作用于 A-B 轴跨间； ⑶活荷载作用于 B-C 轴跨间； ⑷风荷载作用（从左向右或从右向左） ； ⑸横向水平地震作用（从左向右或从右向左） ； 对于⑴、⑵、⑶种情况，框架在竖向荷载作用下，采用力矩分配法进行计 算，对于第⑷、⑸种情况，框架在水平荷载作用下，采用分层法进行计算。一、恒载作用下的内力计算1 、 恒载作用下引起的杆端弯矩计算（转化为设计值） 均布荷载引起的： 屋面梁的固端弯矩： 1 g M A6 B6 = ? × 20.29 × 5.42 × 1.2 = ?59.16 KN ? m 12g M A6 B6 = 59.16 KN ? m1 × 16.27 × 2.12 ×1.2 = ?7.18 KN ? m 12 楼面梁固端弯矩： 1 g M A5 B5 = ? × 12.89 × 5.42 ×1.2 = ?37.58 KN ? m 12g M B6C6 = ? g M B5 A5 = 37.58KN ? m1 × 10.625 × 2.12 ×1.2 = ?4.69 KN ? m 12 恒载引起的不平衡弯矩：g M B5C5 = ?M A6 = ?59.16 + 74.76 × 0.075 × 1.2 = ?52.43KN ? m- 16 -建筑工程专业毕业设计计算书M B6 = 59.16 ? 7.18 ? 87.16 × 0.075 ×1.2 = ?44.14 KN ? m M A5 = ?37.58 + 65.36 × 0.075 × 1.2 = ?31.70 KN ? m M B5 = 37.58 ? 4.69 ? 96.9 × 0.075 ×1.2 = ?24.17 KN ? m上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁则恒载作用下的 M 图如下所示：(单位： KN ? m )- 17 -建筑工程专业毕业设计计算书恒载作用下的M图恒载作用下的剪力图如下所示： （单位：KN）恒载作用下的V图恒载作用下的 N 图： （单位：KN）- 18 -建筑工程专业毕业设计计算书其中包括梁传来的荷载及梁自重。 梁自重设计值为： 1.2×0.4×0.4×25×3.6=17.28（KN）恒载作用下的N图二、活载作用下的内力计算活载设计值=活载标准值×1.4 采用分层法，除底层外，其他各层柱的线刚度均乘 0.9，且相应的传递系数 为 1/3。 （底层为 1/2） 1、顶层：由于屋面活载较小，不考虑活载最不利，将活载满跨布置。下柱 左梁右梁 下柱 左梁- 19 -建筑工程专业毕业设计计算书顶层计算结果2、其他层 为便于内力组合，将活荷载分跨进行布置。 ⑴AB 跨布置活荷载时：上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱- 20 -建筑工程专业毕业设计计算书⑵BC 跨布置活载时上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱- 21 -建筑工程专业毕业设计计算书三、风荷载作用下的内力计算⑴先求各柱 V 值： 风荷载设计值=风荷载标准值×1.4。 D 值法进行计算。 用 6 层 ∑ Fw = 3.26i =6 6 65 层 ∑ Fw = 7.25i =5A6 A5B6 B5 11.18 0.85 0.85 0.98C6C5 11.18 0.85 0.85 0.98D6 D5 2.53 0.56 0.56 0.65A5 A4 2.53 0.56 0.56 1.44B5 B4 11.18 0.85 0.85 2.19C5C4 11.18 0.85 0.85 2.19D5 D4 2.53 0.56 0.56 1.44k2.53 0.56 0.56 0. 65αcD = α c ? icV=D ∑ Fw ∑D- 22 -建筑工程专业毕业设计计算书4 层 ∑ Fw = 11.06i=463 层 ∑ Fw = 14.87i =36A4 A3B4 B3 11.18 0.85 0.85 3.33C4C3 11.18 0.85 0.85 3.33D4 D3 2.53 0.56 0.56 2.20A3 A2 2.53 0.56 0.56 2.95B3 B2 11.18 0.85 0.85 4.48C3C2 11.18 0.85 0.85 4.48D3 D2 2.53 0.56 0.56 2.95k2.53 0.56 0.56 2.20αcD = α c ? icV=D ∑ Fw ∑D2 层 ∑ Fw = 18.68i=261 层 ∑ Fw = 21.40i =16A2 A1B2 B1 11.18 0.85 0.85 5.63C2C1 11.18 0.85 0.85 5.63D2 D1 2.53 0.56 0.56 3.71A1 A0 2.53 0.67 0.67 4.60B1 B0 11.18 0.89 0.89 6.10C1C0 11.18 0.89 0.89 6.10D1 D0 2.53 0.67 0.67 4.60k2.53 0.56 0.56 3.71αcD = α c ? icV=D ∑ Fw ∑D⑵求反弯点高度 层次 柱号A6 A5 B6 B5 C6C5 D6 D5六层（m=6 n=6 h=3.6m）k0.6 1.19 1.19 0.6y0 0.25 0.40 0.40 0.25α11.0 1.0 1.0 1.0y1 0 0 0 0α20 0 0 0y2 0 0 0 0α31.0 1.0 1.0 1.0y3 0 0 0 0y0.9 1.44 1.44 0.9- 23 -建筑工程专业毕业设计计算书层次 柱号A5 A4 B5 B4 C5C4 D5 D4五层（m=6 n=5 h=3.6m）k0.6 1.19 1.19 0.6y0 0.35 0.45 0.45 0.35α11.0 1.0 1.0 1.0y1 0 0 0 0α21.0 1.0 1.0 1.0y2 0 0 0 0α31.0 1.0 1.0 1.0y3 0 0 0 0y1.26 1.62 1.62 1.26层次 柱号A4 A3 B4 B3 C4C3 D4 D3四层（m=6 n=4 h=3.6m）k0.6 1.19 1.19 0.6y0α11.0 1.0 1.0 1.0y1α21.0 1.0 1.0 1.0y2α31.0 1.0 1.0 1.0y3y0.40 0.45 0.45 0.400 0 0 00 0 0 00 0 0 01.44 1.62 1.62 1.44层次 柱号A3 A2 B3 B2 C3C2 D3 D2三层（m=6 n=3 h=3.6m）k0.6 1.19 1.19 0.6y0α11.0 1.0 1.0 1.0y1α21.0 1.0 1.0 1.0y2α31.0 1.0 1.0 1.0y3y0.45 0.50 0.50 0.450 0 0 00 0 0 00 0 0 01.62 1.80 1.80 1.62层次 柱号A2 A1二层（m=6 n=2 h=3.6m）k0.6y0α11.0y1α21.0y2α31.0y3y0.500001.80- 24 -建筑工程专业毕业设计计算书B2 B1 C2C1 D2 D1 层次 柱号A1 A0 B1 B0 C1C0 D1 D01.19 1.19 0.60.50 0.50 0.501.0 1.0 1.00 0 01.0 1.0 1.00 0 01.0 1.0 1.00 0 01.80 1.80 1.80一层（m=6 n=1 h=3.6m）k0.6 1.19 1.19 0.6y0 0.70 0.55 0.55 0.70α11.0 1.0 1.0 1.0y1 0 0 0 0α21.0 1.0 1.0 1.0y2 0 0 0 0α31.0 1.0 1.0 1.0y3 0 0 0 0y2.52 1.98 1.98 2.52⑶风荷载作用下框架内力值 柱上端弯矩： M 上 = V （h ? yi ) ? 柱下端弯矩： M 下 = V ? yi 梁端弯矩：先求每个节点柱端弯矩之和，然后按梁的线刚度进行分配。 从左向右吹的情况： 其 M 图如下所示： （单位： KN ? m ） V 图如下所示： （单位：KN） N 图如下所示： （单位：KN）- 25 -建筑工程专业毕业设计计算书风荷载作用的M图风荷载作用V图- 26 -建筑工程专业毕业设计计算书风荷载作用N图从右向左吹风的情况与以上三图相反。四、地震荷载作用下的内力计算横向水平地震作用下的框架柱剪力和柱弯矩标准值的计算。 A 轴柱： 层 h/m 次 Vi∑D
DD ∑D0.19 0.19 0.19 0.19 0.19 0.22Vikk0.6 0.6 0.6 0.6 0.6 0.6yiM下M上6 3.6 42.42 5 3.6 74.56 4 3.6 100.27 3 3.6 119.55 2 3.6 132.41 1 3.6 138.84 B 轴柱： 层 h/m Vi /KN 次 6 5 4 3 2 1 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 3.6 42.42 74.56 100.27 119.55 132.41 138.8457 44D8.06 14.71 19.05 22.72 25.16 30.55Vik0.9 1.26 1.44 1.62 1.8 2.52yi7.25 17.85 27.43 36.81 45.29 76.99M下 /21.76 33.16 41.15 44.99 45.29 32.99M上∑D
D ∑D0.31 0.31 0.31 0.31 0.31 0.28k1.19 1.19 1.19 1.19 1.19 1.19
13.15 23.11 31.08 37.06 41.05 38.881.44 1.62 1.62 1.80 1.80 1.9818.94 37.44 50.35 66.71 73.89 76.9828.40 45.76 61.54 66.71 73.89 62.99- 27 -建筑工程专业毕业设计计算书得出从左向右时横向水平地震作用下的 M 图（单位： KN ? m ）N 图（单位：KN） V 图（单位：KN）如下所示：横向水平地震作用V图- 28 -建筑工程专业毕业设计计算书横向水平地震作用N图五、与地震作用相结合的重力荷载代表值作用下的内力计算屋面梁的线荷载设计值=恒载+0.5 雪荷载 qw =（20.29+0.5×0.8×0.35×3.6）×1.2=24.95KN/m 楼面梁的线荷载设计值=恒载+0.5 活荷载 ql =（12.89+0.5×2.0×3.6）×1.2=19.795KN/m 其中走廊=（12.89+0.5×2.5×3.6）×1.2=20.87KN/m 屋面梁固端弯矩： 1 g M A6 B6 = ? × 24.95 × 5.4 2 = ?60.03KN ? m 12g M A6 B6 = 60.03KN ? m1 × 24.95 × 2.12 = ?9.17 KN ? m 12 楼面梁固端弯矩：g M B6C6 = ?- 29 -建筑工程专业毕业设计计算书1 × 19.79 × 5.4 2 = ?48.09 KN ? m 12 1 g g M B5 A5 = 48.09 KN ? m M B5C5 = ? × 19.79 × 2.12 = ?7.27 KN ? m 12 恒载引起的不平衡弯矩：g M A5 B5 = ?M A6 = ?60.63 + 6.73 = ?53.3KN ? m M B6 = 60.63 ? 9.17 ? 7.84 = ?43.62 KN ? m M A5 = ?48.09 + 5.88 = ?42.21KN ? m M B5 = 48.09 ? 7.27 ? 8.72 = 32.1KN ? m上柱 下柱 左梁右梁 上柱 下柱 左梁得出重力荷载代表值作用下的 M 图（单位： KN ? m ）N 图（单位：KN）- 30 -建筑工程专业毕业设计计算书V 图（单位：KN）如下所示：重 荷 作 下 力 载 用 M图- 31 -建筑工程专业毕业设计计算书重力荷载作用下V图重力荷载作用下的N图- 32 -建筑工程专业毕业设计计算书第七章框架内力组合各种荷载情况下的框架内力求得后， 根据最不利又是可能的原则进行内力 组合。当考虑结构塑性内力重分布的有利影响，应在内力组合之前对竖向荷载作 用下的内力进行调幅。当有地震作用时，应分别考虑横荷载和活荷载代表值与地 震荷载作用的组合，并比较二种组合内力，取最不利者。由于构件控制截面的内 力值应取自支座边缘处，为此，在进行组合之前，应先计算各控制截面（支座边 缘处）的内力值。- 33 -建筑工程专业毕业设计计算书用于承载力计算框架梁荷载效应基本组合表 恒载 1 6左 6中 6右 1左 1中 1右 M -25.42 V M V M -68.34 V V M V M -41.97 V -40.82 恒载 1 6左 6中 6右 1左 M -55.79 V V M -55.79 V V -17.08 11.16 M -27.88 -5.56 -0.18 -17.25 9.59 -5.56 -0.18 -1.3 15.2 -5.56 -0.18 2.89 -9.59 -1.55 -1.48 14.8 -14.1 1.55 1.48 -14.8 14.1- 34 -AB 梁（非抗震） Mmin 相应的 V Vmax 相应的 M 值 -30.79 56.6 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 值 -30.79 56.6 组合项目 1+2+3+4+0.6*6活载 2 -1.45 3.17 1.71 -5.92 -4.83 -9.17 13.76 6.48 -20.88 -18 活载 2 -5.56 -0.18 -5.26活载 3 -1.45 3.17 1.71 -5.92 -4.83 0.22 0.18 -0.29 -0.76 0.18 活载 3 -5.56 -0.18 -5.26活载 4 -1.45 3.17 1.71 -5.92 -4.83 -0.35 0.38 -0.64 1.69 0.38 活载 4 -5.56 -0.18 -5.26左风 5 1.7 -0.43 0.54 -0.61 -0.43 11.6 -3.21 2.92 -5.76 -3.21 左风 5 1.55 -1.48 0右风 6 -1.7 0.43 -0.54 0.61 0.43 -11.6 3.21 -2.92 5.76 3.21Mmax 相应的 V 组合项目 值46.83 27.081+2+3+4+0.6*532.53 -86.47 -77.48 -43.08 41.89 -86.47 -77.48 -41.08 45.03-62.73 28.78 13.581+2+3+4+0.6*5 1+0.7*2+0.7*4+6 1+2+0.6*5 21.811+2+3+4+0.6*5 1+2+3+4+0.6*6M -24.821+2+3+0.6*5 BC 梁（非抗震） Mmin 相应的 V 值 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 1+2+3+4 -62.6-66.87 -60.571+2+0.6*5-66.31 -60.75用于承载力计算框架梁荷载效应基本组合表 右风 6 -1.55 1.48 0 Mmax 相应的 V 组合项目Vmax 相应的 M 值 -73.4 17.43 组合项目 1+6 值 -57.34 18.5617.08M -46.821+2+3+4+0.6*5 1+0.7*2+0.7*4+6-73.4 -18.51 -43.08 41.891+0.7*（2+3+4）+5-69.02 -18.94 -55.31 44.411+2+3+0.6*6建筑工程专业毕业设计计算书1中 M V 1右-22.02-7.171.8-7.17001+2+0.6*521.81M -27.88 V -11.062.89 9.59-1.3 15.2-17.25 -9.59-14.8 -14.114.8 14.11+2+3+0.6*5-66.87 -60.571+0.7*4+5-54.76 -31.87用于承载力计算框架柱荷载效应基本组合表 A 轴柱（非抗震） 恒载 1 6上 M N M 6下 N V 1上 M N M 1下 N V 18.69 121.59 -15.36 138.87 9.46 9.48 678.69 -15.36 695.97 2.64 恒载 1 6上 M N -12.56 104.24 11.41 活载 2 1.45 3.17 -0.48 3.17 -0.54 1.53 71.88 -4.58 71.88 -1.7 活载 2 -0.36 6.01 0.12 活载 3 1.45 3.17 -0.48 3.17 -0.54 -0.08 4.07 0.03 4.07 0.04 活载 3 -0.36 6.01 0.12 活载 4 1.45 3.17 -0.48 3.17 -0.54 -0.18 3.55 0.2 3.55 -0.07 活载 4 -0.36 6.01 0.12 左风 5 -1.7 -0.43 0.57 -0.43 0.43 -5.07 -11.64 11.82 -11.64 3.21 左风 5 -2.16 -1.05 1.44 右风 6 1.7 0.43 -0.57 0.43 -0.43 5.07 11.64 -11.82 11.64 -3.21 右风 6 2.16 1.05 -1.44 Nmax 相应的 M 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 1+2+3+4+0.6*6 值 -14.94 122.9 10.91- 35 -Nmax 相应的 M 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 值 24.06 131.56 -17.14 1+2+3+4+0.6*6 148.64 7.58 1+2+3+4+0.6*6 15.82 765.17 -26.8 1+2+3+4+0.6*6 782.45 -1.02Nmin 相应的 M 组合项目 1+5 值 16.99 121.16 -14.79 1+5 138.44 9.89 1+5 4.41 667.05 -3.54 1+5 684.33 5.85 Nmin 相应的 M 组合项目 1+5 1+5 值 -14.72 103.19 12.85Mmax 相应的 V 组合项目 1+2+3+4+0.6*6 值 24.06 131.36 -14.79 1+5 138.44 9.89 1+0.7*2+6 14.49 740.65 -30.39 1+0.7*2+6 757.93 -1.76 Mmax 相应的 V 组合项目1+0.7*（2+3+4）+5 1+0.7*（2+3+4）+5用于承载力计算框架柱荷载效应基本组合表 B 轴柱（非抗震） 值 -15.48 115.81 13.16下 M建筑工程专业毕业设计计算书121.52 N V 1上 M N M 1下 N V 16.18 -11.41 730.94 11.41 748.22 3.356.016.016.01-1.051.05140.18120.47133.090.13 -1.81 143.96 0.7 143.96 0.70.13 0.27 82.91 -0.09 82.91 -0.160.13 -0.6 -55.86 0.2 -55.86 0.221.48 -10.28 -35.56 11.9 -35.56 14.1-1.48 10.28 35.56 -11.9 35.56 -14.1 1+2+3+0.6*6 1+2+3+0.6*615.68 -6.78 979.15 4.88 996.43 -4.57 1+4+0.6*5 1+4+0.6*517.66 -18.18 653.74 18.75 671.02 12.031+0.7*（2+4）+5 1+0.7*（2+4）+517.93 -23.38 757.05 23.94 871.47 18.09横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 层次 截面 左 6 中 右 左 1 中 右 内力 M V M V M V M V M V M -39.9 -33.25 -41.4 41.4 -51.78 -55.53 -23.42 34.47 31.64 -19.52 -43.15 -7.96 -5.5 78.28 -22.16 18.24 7.96 5.5 -78.28 22.16 -18.24 （1+2）*0.75 （2+3）*0.75 （1+3）*0.75 （2+4）*0.75- 36 -AB 梁 Mmin 相应的 V 组合项目 （1+4）*0.75 值 -33.54 Vmax 相应的 M 组合项目 （1+4） *0.85/0.8 值 33.07 值重力荷载 1 -22.76 25.62 45.56重力荷载 2 -18.97水平地震 3→ 21.76 -5.5 6.89水平地震 4← -21.76 5.5 -6.89Mmax 相应的 V 组合项目39.34 44.07 37.41 6.11（1+3）*0.75 （1+4）*0.75-44.81 -76.28（1+3） *0.85/0.8 （1+4） *0.85/0.8-64.84 60.17（1+3）*0.75-60.98（1+3）建筑工程专业毕业设计计算书V-45.59 重力荷载 1 -42.3 21.21 -33.79 -42.3 -21.21 -26.45 17.95 33.79 -26.45 -17.95 -22.04 -22.04 -35.25 重力荷载 2 -35.25-22.16 水平地震 3→ 20.44 -19.47 0 -20.44 -19.47 106.38 -101.31 0 -106.38 -101.3122.16 BC 梁 Mmin 相应的 V 组合项目 （1+4）*0.75 值 -47.06 水平地震 4← -20.44 19.47 0 20.44 19.47 -106.38 101.31 0 106.38 101.31 63.26 -99.62 （2+3）*0.75 63.26 -47.06 -99.62 Mmax 相应的 V 组合项目 值*0.85/0.8-72.41横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 层次 截面 左 6 中 右 左 1 中 右 内力 M V M V M V M V M V M V （2+4）*0.75Vmax 相应的 M 组合项目 （1+4） *0.85/0.8 值 43.22（1+3）*0.75 （1+4）*0.75（1+3） *0.85/0.8 （1+4） *0.85/0.8-43.22 126.71（1+3）*0.75（1+3） *0.85/0.8-126.71横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 A 轴柱 层次 截面 上 6 下 内力 M N M N V 1 上 M N 重力荷载 1 19.77 125.33 -18.5 142.61 -10.63 12.62 730.68 地震作用 2→ -28.29 -7.15 9.43 -7.15 10.48 -42.89 -125.5 地震作用 3← 28.29 7.15 -9.43 7.15 -10.48 42.89 125.5 Nmax 相应 M 组合项目 （1+3）*0.75 （1+3）*0.75（1+3）*0.85Nmin 相应 M 值 组合项目 （1+2）*0.75 值 -6.82 94.54 -7.26 （1+2）*0.75 108.37 -0.12 （1+2）*0.8 -24.26 484.14Mmax 相应 N 组合项目 （1+3）*0.75 值 36.05 99.36 -20.95 （1+3）*0.75 112.32 -15.83 （1+3）*0.8 44.41 684.9436.05 99.36 -20.95 112.32 -17.94 44.41 684.94- 37 -（1+3）*0.8建筑工程专业毕业设计计算书M 下 N V-12.62 747.96 -3.51 重力荷载 1 -15.34 113.36 13.89 130.64 14.56 -16.94 793.82 13.89 811.1 4.04100.09 -125.5 39.72 地震作用 2→ -36.92 -18.16 24.62 -18.16 17.1 -96.06 -407.06 100.07 -407.06 50.54-100.09 125.5 -39.72 地震作用 3← 36.92 18.16 -24.62 18.16 -17.1 96.06 407.06 -100.07 407.06 -50.54（1+3）*0.8（1+3）*0.85-90.17 698.77 -36.75 （1+2）*0.869.98 497.97 28.97 Nmin 相应 M （1+3）*0.8-90.17 698.77 34.58 Mmax 相应 N横向水平地震作用与重力荷载代表值组合效应 B 轴柱 层次 截面 上 6 下 内力 M N M N V 上 1 下 M N M N V Nmax 相应 M 组合项目 （1+3）*0.75 （1+3）*0.75（1+2）*0.85值 16.19 98.64 -8.05 111.6 26.91 63.3 960.7 -68.94 974.53 46.39组合项目 （1+2）*0.75值 -39.2 71.4 28.88 84.36 23.75 -90.4 309.41 91.17 323.23 43.66组合项目 （1+2）*0.75值 -39.2 71.4 28.88 84.36 23.75 -90.4 309.41 91.17 323.23 43.66（1+2）*0.75（1+2）*0.75（1+3）*0.8 （1+3）*0.8（1+2）*0.85（1+2）*0.8（1+2）*0.8（1+2）*0.8（1+2）*0.8- 38 -建筑工程专业毕业设计计算书第八章框架梁柱截面配筋⒈框架柱的配筋计算 混凝土强度：C30 fc=14.3N/mm2, ft=1.43 N/mm2 ftk=2.01 N/mm2 钢筋的强度：HPB235 fy=210N/mm fyk=235N/mm2 HRB400 fy=360N/mm fyk=400N/mm2εb =β11+ fy Es ε cu=0.8 = 0.518 360 1+ 2.0 ×105 × 0.0033A 轴柱： （1） 、轴压比验算 底层柱 Nmax=748.22kN轴压比 ? N =N 748.22 × 103 N = = 0.327 ≤ [1.05] 满足要求。 f c Ac 14.3 N / mm 2 × 400 2 m 2则 A 轴柱的轴压比满足要求。 （2） 、截面尺寸复核 取 h0=400mm-35mm=365mm Vmax=36.75Kn 因为：hw/b=365mm/400mm=0.913&4 所以 0.25βcfcbh0=0.25×1.0×14.3N/mm2×400mm×365mm=521.95kN&36.75kN 满足要求 （3） 、正截面受弯承载力的计算 柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋 A 轴柱：一层：N b =α1fcbh0εb =14.3N/mm2×400mm×365mm×0.518=1081.48kN N&Nb,为大偏心受压。选用 M 大，N 大的组合为最不利。 最不利组合：①M=26.8KN?m N=782.45KN ②M=90.17 KN?m N=698.77KN在弯矩中没有由水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度 l0 =1.0H=3.6m 第一组：M=26.8KN?m M 26.8 e0 = = = 34mm N 782.45N=782.45KNea = max {20, h / 30} = 20mmei=e0+ea=34mm+20mm=54mm2 0.5 f c A 0.5 × 14.3 N / mm × ( 400mm ) = = 1.46 ＞1.0 ζ1 = N 782.45 × 103 N 2取 ζ 1 =1.0因为 l0/h=3.6/0.4=9&15, 取 ζ 2 =1.0- 39 -建筑工程专业毕业设计计算书1 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 54 / 365 × 9 ×1.0 × 1.0 = 1.08 1400ei / h0 ? ?h 400mm ? as = 1.08 × 54mm + ? 35mm = 210.78mm 2 2 N&Nb,为大偏压。 e = η ei +2ε=N 782.45 ×103 N = = 0.37 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mmAs = As ` =Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) f y ` (h0 ? as` )782.45 × 103 N × 210.78mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.37 × (1 ? 0.5 × 0.37) = 360 N / mm 2 × (365mm ? 35mm) &0所以按构造配筋，最小总配筋率 ρ min =0.5%As ,min =0.005×400mm×400mm=800mm2 每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2）第二组：M=90.17 KN?m M 90.17 e0 = = = 129mm N 698.77N=698.77KNea = max {20, h / 30} = 20mmei=e0+ea=129mm+20mm=149mm2 0.5 f c A 0.5 × 14.3 N / mm × ( 400mm ) ζ1 = = = 1.64 ＞1.0 N 698.77 × 103 N 2取 ζ 1 =1.0因为 l0/h=3.6/0.4=9&15, 取 ζ 2 =1.01 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 149 / 365 × 9 × 1.0 × 1.0 = 0.75 1400ei / h0 ? ?h 400mm ? as = 0.75 × 149mm + ? 35mm = 276.75mm 2 2 N&Nb,为大偏压。 e = η ei +2ε=N 698.77 × 103 N = = 0.34 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mm Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) f y ` (h0 ? as` )As = As ` =698.77 × 103 N × 276.75mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.37 × (1 ? 0.5 × 0.34) = 360 N / mm 2 × (365mm ? 35mm) = 238mm 2- 40 -建筑工程专业毕业设计计算书＜ As ,min =0.005×400mm×400mm=800mm 所以按构造配筋，每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2） 六层： 最不利组合：M=30.39KN?m N=757.93KN M 30.39 e0 = = = 40mm N 757.93ea = max {20, h / 30} = 20mmei=e0+ea=40mm+20mm=60mm2 0.5 f c A 0.5 ×14.3 N / mm × ( 400mm ) ζ1 = = = 1.51 ＞1.0 N 757.93 × 103 N 2取 ζ 1 =1.0因为 l0/h=3.6/0.4=9&15, 取 ζ 2 =1.01 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 60 / 365 × 9 × 1.0 × 1.0 = 1.35 1400ei / h0 ? ?h 400mm ? as = 1.35 × 149mm + ? 35mm = 246mm 2 2 N&Nb,为大偏压。 e = η ei + N 757.93 × 103 N ε= = = 0.36 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mm2Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) As = As = f y ` (h0 ? as` )`=757.93 ×103 N × 246mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.36 × (1 ? 0.5 × 0.36) 360 N / mm 2 × (365mm ? 35mm)所以按构造配筋，每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2）＜0（4 ） 、垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 一层：Nmax=782.45KN l0/b=3.6m/0.4m=9 查表得ψ=0.990.9? ( f c A + f y` As ` ) = 0.9 × 0.99 × ?143N / mm 2 × (400mm) 2 + 360 N / mm 2 × 941mm 2 × 2 ? ? ? = 2642.28kN & N max = 782.45kN满足要求 （5 ） 、斜截面受剪承载力计算 A 轴柱： 一层最不利组合：M=90.17KN?m N=698.77KN V=36.75KN- 41 -建筑工程专业毕业设计计算书因为剪跨比 λ =Hn 3.6m = = 4.93 & 3 ， 2h0 2 × 0.365m所以λ=3.0 因 0.3 f c A = 0.3 × 14.3 N / mm 2 (400mm) 2 = 686.4kN ＜N所以 N=686.4KNASV = s(v ? 1.75 f h ? 0.07 N ) λ + 1 tb 0 f yv h03按1.75 (62.83 × 10 N ? ×1.43 N / mm 2 × 400mm × 365mm ? 0.07 × 112.32 × 103 N ) 3 +1 = &0 210 N / mm 2 × 365mm构造配箍，取复式箍 4Φ10@250B 轴柱：一层： N b =1081.48KN 最不利组合：①M=4.88KN?M N=996.43KN ②M=91.17KN?M N=323.23KN 第一组：M=4.88KN?M N=996.43KN 在弯矩中没有水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度 l0=1.0H=3.6m M 4.88kN im e0 = = = 0.49mm N 996.43kNea = max {20mm,500mm / 30} = 20mm ei = e0 + ea = 0.49mm + 20mm = 20.49mmζ1 =0.5 f c A 0.5 × 14.3 N / mm 2 × (400) 2 = = 1.15 & 1.0 N 996.43kN取 ζ 1 =1.0 因为 l0/b=3.6m/0.4m=9 &15 所以 ζ 2 =1.01 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 20.49 / 365 × 9 ×1.0 × 1.0 = 1.90 1400ei / h0 ? ?e = η ei + h 500mm ? as = 1.90 × 20.49mm + ? 35mm = 209.67 mm 2 22ε=N 996.43 × 103 N = = 0.48 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mm- 42 -建筑工程专业毕业设计计算书As = As ` =Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) f y ` (h0 ? as` )996.43 × 103 N × 209.67 mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.48 × (1 ? 0.5 × 0.48) = &0 360 N / mm2 × (365mm ? 35mm)按构造配筋：由于最小总配筋率 ρ min = 0.5%As ,min =0.005×400mm×400mm=800mm每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2） 第二组：M=91.17KN?M N=323.23KN M 91.17 kN im e0 = = = 28mm N 323.23kNea = max {20mm,500mm / 30} = 20mm ei = e0 + ea = 28mm + 20mm = 48mm 0.5 f c A 0.5 × 14.3 N / mm 2 × (400) 2 = = 3.54 & 1.0 ζ1 = N 323.23kN取 ζ 1 =1.0 因为 l0/b=3.6m/0.4m=9 &15 所以 ζ 2 =1.01 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 48 / 365 × 9 × 1.0 × 1.0 = 1.44 1400ei / h0 ? ?e = η ei + h 400mm ? as = 1.44 × 48mm + ? 35mm = 234.12mm 2 22ε=N 323.23 × 103 N = = 0.16 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mmAs = As ` = =Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) f y ` (h0 ? as` )323.23 × 103 N × 234.12mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.16 × (1 ? 0.5 × 0.16) &0 360 N / mm 2 × (365mm ? 35mm)按构造配筋：由于最小总配筋率 ρ min = 0.5% As ,min =0.005×400mm×400mm=800mm 每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2） 六层：最不利组合：M=28.88KN?M N=84.36KN M 28.88kN im e0 = = = 342mm N 84.36kN- 43 -建筑工程专业毕业设计计算书ea = max {20mm,500mm / 30} = 20mm ei = e0 + ea = 342mm + 20mm = 362mmζ1 =0.5 f c A 0.5 × 14.3 N / mm 2 × (400) 2 = = 13.56 & 1.0 N 84.36kN取 ζ 1 =1.0 因为 l0/b=3.6m/0.4m=9 &15 所以 ζ 2 =1.01 1 ? l0 ? 2 η = 1+ ? h ? ζ 1ζ 2 = 1 + 1400 × 362 / 365 × 9 × 1.0 × 1.0 = 1.06 1400ei / h0 ? ?e = η ei + h 400mm ? as = 1.06 × 362mm + ? 35mm = 548.72mm 2 22ε=N 84.36 × 103 N = = 0.04 & ε b a1 f cbh0 14.3 N / mm 2 × 400mm × 365mmAs = As ` =Ne ? a1 f c bh02ε (1 ? 0.5ε ) f y ` (h0 ? as` )84.36 ×103 N × 548.72mm ? 14.3 × 400 × (365) 2 × 0.04 × (1 ? 0.5 × 0.04) = &0 360 N / mm2 × (365mm ? 35mm)按构造配筋：由于最小总配筋率 ρ min = 0.5%As ,min =0.005×400mm×400mm=800mm每侧实配 3Φ20（As=As`=941mm2） （4 ） 、垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 一层：Nmax=996.43KN l0/b=3.6m/0.4m=9 查表得ψ=0.990.9? ( f c A + f y` As ` ) = 0.9 × 0.99 × ?143N / mm 2 × (400mm) 2 + 360 N / mm 2 × 941mm 2 × 2 ? ? ? = 2642.28kN & N max = 996.43kN满足要求 （5 ） 、斜截面受剪承载力计算 A 轴柱： 一层最不利组合：M=91.17KN?m N=323.23KN V=43.66KN 因为剪跨比 λ =Hn 3.6m = = 4.93 & 3 ， 2h0 2 × 0.365m所以λ=3.0- 44 -建筑工程专业毕业设计计算书因为 0.3 f c A = 0.3 × 14.3 N / mm2 (400mm) 2 = 686.4kN & N所以 N=323.23KNASV = s (v ? 1.75 f h ? 0.07 N ) λ + 1 tb 0 f yv h0按1.75 (62.83 × 103 N ? ×1.43 N / mm 2 × 400mm × 365mm ? 0.07 × 323.23 × 103 N ) 3 +1 = &0 210 N / mm 2 × 365mm构造配箍，取复式箍 4Φ10@250六层最不利组合：M=28.8KN?m N=84.36KN V=23.75KN 因为剪跨比 λ =Hn 3.6m = = 4.93 & 3 ， 2h0 2 × 0.365m所以λ=3.0 因为 0.3 f c A = 0.3 × 14.3 N / mm2 (400mm) 2 = 686.4kN & N所以 N=84.36KNASV = s (v ? 1.75 f h ? 0.07 N ) λ + 1 tb 0 f yv h03按构1.75 (23.75 × 10 N ? × 1.43 N / mm 2 × 400mm × 365mm ? 0.07 × 84.36 × 103 N ) 3 +1 = &0 210 N / mm 2 × 365mm造配箍，取复式箍 4Φ10@2502.框架梁的配筋计算 ①、正截面受弯承载力计算、 梁 AB（250mm×600mm） 一层跨中截面：M=70.97KN?M as = M 70.97 × 106 N imm = = 0.062 a1 f c bh02 1.0 × 14.3 N / mm2 × 250 × (565mm) 2ε = 1 ? 1 ? 2as = 1 ? 1 ? 2 × 0.062 = 0.064 & ε b- 45 -建筑工程专业毕业设计计算书a1 f c bh0ε 1.0 × 14.3 N / mm 2 250mm × 565mm × 0.064 = = 359.09mm2 As = 2 360 N / mm fyρ min = max ?0.2%, (45 f t / f y )% ? = 0.2% ? ?As ,min = ρ min bh = 0.002 × 250mm × 600mm = 300mm2 下部实配 3Φ16（As=603mm2） 上部按构造要求配筋 梁 AB 和 BC 各截面的正截面受弯承载力计算见下表： 框架梁正截面配筋计算as =计算公式M（kN?m）M a1 f cbh02ε = 1?1 ? 2as0.017 0.029 0.064 0.063 0.057 0.063 0.031 0.019 0.049 0.042 0.017 0.047As = a1 f c bh0ε fyAs,min 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300 300实配钢筋 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603） 3Φ16（603）左 -30.79 0.017 32.53 0.029 中 梁 A6B6 右 -86.47 0.062 -73.4 0.061 左 -62.6 0.055 中 梁 B6C6 右 -73.4 0.061 -43.8 0.030 左 中 21.81 0. 0.048 梁 A1B1 右 左 -55.31 0.041 -20.22 0.017 中 -55.31 0.046 梁 B1C1 右 注：所有钢筋均为Ⅲ级钢 ②、斜截面受剪承载力计算 梁 AB（一层）Vb =77.48KN95 163 359 353 320 354 174 107 275 236 95 2640.25β c f cbh0 = 0.25 × 1.0 × 14.3 N / mm 2 × 250mm × 565mm = 504.96 KN & Vb按构造要求配筋，取双肢箍Φ8@350 框架梁斜截面配筋计算 梁 AB 层 6 1 Vb（kN） 64.84 72.41 504.96 504.96 0.25βcfcbh0/kN (&Vb) (&Vb)梁 BC6 43.22 504.96 (&Vb) &0 2Φ8@350 1 126.71 504.96 (&Vb) &0 2Φ8@350- 46 -Asv (vb ? 0.7 f t bh0 ) = s 1.25 f yv h0实配钢筋&0 2Φ8@350&0 2Φ8@350建筑工程专业毕业设计计算书注：所有钢筋均为Ⅰ级钢 ③裂缝宽度验算 取 M k =71.01 KN?m 计算：σ sk = M k / 0.87h0 As = 71.01×106 / 0.87 × 565 × 603 = 239.57 N / mm 2ρte = As / Ate = 603 / 0.5 × 250 × 600 = 0.008 ? = 1.1 ? 0.65 f tk / ρteσ sk = 1.1 ? 0.65 × 2.01/ 0.008 × 239.57 = 0.418d eq = ∑ ni di 2 / ∑ ni vi di = 3 × 162 / 3 × 1× 16 = 16 mmα cr = 2.1 ωmax = α cr?σ sk (1.9c + 0.08deq / ρte ) / Es =0.218mm＜ ωlim = 0.3mm层 用于正常使用极限状态验算的基本组合表（AB 梁） 恒载 活载 活载 活载 左风 右风 M s ,max1 2 3 4 5 6 组合项目 值 -16.05 -0.82 -0.82 -0.82 -1.7 1.7 27.08 1.71 1.71 1.71 -0.46 0.46 1+2+3+4+0.6*6 32.49 -55.79 -4.95 -4.95 -4.95 0.61 -0.61 -19.06 -6.42 0.18 -0.27 -11.6 11.6 13.58 6.48 -0.25 0.59 -2.28 2.28 1+2+4+0.6*6 22.02 -33.81 -16.82 -1 0.59 5.76 -5.76 用于正常使用极限状态验算的基本组合表（BC 梁） 层 恒载 活载 活载 活载 左风 右风 M s ,max 1 2 3 4 5 6M s ,min左 6 中 右 左 1 中 右组合项目 值 1+2+3+4+0.6*5 -19.531+2+3+4+0.6*6 -71.01 1+ 2+4） （ *0.7+5 -35.34 1+2+3+0.6*6 M s ,min -55.09组 合 项 目值组合项目值左 6 中 右 左 1 中 右-52.37 -46.82 -52.37 -25.65 -22.02 -25.65-5.32 -5.26 -5.32 -15.33 -7.17 0.97-5.32 -5.26 -5.32 -4.34 1.8 -4.34-5.32 -5.26 -5.32 0.97 -7.17 -15.331.25 0 -1.25 11.98 0 -11.98-1.25 1+2+3+4+0.6*6 -69.08 0 1 -46.82 1.25 1+2+3+4+0.6*5 -69.08 -11.98 1+2+4+0.6*6 -52.51 0 1+3 -20.22 11.98 1+2+4+0.6*5 -55.09- 47 -建筑工程专业毕业设计计算书框架梁的裂缝宽度验算见下表 层 计算公式 M K /( KN ? m) 6 左 19.5365.89 0.008 -1.38 16 2.1 0.06梁 AB 中 32.49右 71.01左 69.08梁 BC 中 右 46.82 69.08σ sk = M k / 0.87h0 As /( N / mm2 )109.61 239.57 233.06 157.96 233.06 0.008 -0.39 16 2.1 0.10 0.008 0.418 16 2.1 0.218 0.008 0.368 16 2.1 0.210 0.008 0.02 16 2.1 0.142 0.008 0.368 16 2.1 0.210ρte = As / Ate ? = 1.1 ? 0.65 f tk / ρteσ skd eq = ∑ ni di 2 / ∑ ni vi di / mmα cr ωmax = α cr?σ sk (1.9c + 0.08d eq / ρte ) / Es / mm层 计算公式M K /( KN ? m) 1左 69.08梁 AB 中 46.82右 69.08左 52.51梁 BC 中 右 20.22 52.51177.16 0.008 0.178 16 2.1 0.159σ sk = M k / 0.87h0 As /( N / mm2 ) ρte = As / Ate ? = 1.1 ? 0.65 f tk / ρteσ skd eq = ∑ ni di 2 / ∑ ni vi di / mm233.06 157.96 233.06 177.16 68.22 0.008 0.399 16 2.1 0.21 0.008 0.066 16 2.1 0.142 0.008 0.399 16 2.1 0.21 0.008 0.178 16 2.1 0.159 0.008 -1.294 16 2.1 0.061α cr ωmax = α cr?σ sk (1.9c + 0.08d eq / ρte ) / Es / mm第九章㈠、B 轴柱基础的确定框架柱基础尺寸确定及配筋计算 框架柱基础尺寸确定及配筋计算- 48 -建筑工程专业毕业设计计算书⒈B 轴柱承受的上部结构 两组最不利内力： ①M=91.17KN?M N=323.23KN V=43.66KN ②M=68.94 KN?m N=974.53KN V=46.39KN 该框架结构层数不多，地基土较均匀且柱距较大，可选择独立基础，根据地质报告，基 础埋深需在冲击粉质粘性土层上，取 C25 混凝土（fc=11.9N/mm2，ft=1.27N/mm2） ；钢筋采 2 用 HRB335（fy=300N/mm ） 2．B 轴柱独立基础的计算 ⑴选择基础埋深 d=2400mm ⑵修正后的地基承载力特征值：地基承载力设计值 f k = 325 N / mm 2 根据设计资料提供以及《土力学》可得； 承载力修正系数： ηb = 0.3 重度计算：人工填土 新冲击粘土 冲击粉质粘土ηd = 1.5h1 = 1.4m h2 = 0.4mγ 1 = 16 KN / m 2 γ 2 = 20 KN / m2γ 3 = 27.2 KN / m 2 h3 = 0.6mγ 0 = (γ 1 + γ 2 + γ 3 ) /(h1 + h2 + h3 ) =（16+20+27.2）/2.4=26.3 KN / m 2假设 b＜3m,故只对基础埋深进行修正。f a = f ak + ηd ? γ m ? (d ? 0.5) =325+1.6×26.3×（2.4-0.5）=404.95KPa⑶求基础底面积（地面尺寸）A ≥ Fk /( f a ? γ ? h) =974.53/[404.95-20×（2.4+0.5×0.75）]=2.79 m 2由于偏心荷载不大，基础底面积初步增大 10%A`=（1+0.1）×A=1.1×2.79=3.07 m 2取方形基础b = A /1.5 = 3.07 /1.5 = 1.43m取 b=1.8m, l=1.8mA=1.8m×1.8m=3.24 m 2⑷持力层强度验算 当有 N max 时：Fk + Gk =974.54+20×6×2.78=1308.14KN M k = M + V ? h =68.94+46.39×1=115.33 KN ? m- 49 -建筑工程专业毕业设计计算书e0 = M k /( Fk + GK ) = 115.33 /1308.14 = 88mm ＜l/6=0.5m 符合要求,max 256.39 KPa Pkk,min = ( Fk + Gk ) ? (1 ± 6e0 / l ) / A =
± 6 × 0.088 / 3) / 3.24 =179.65 KPa＜1.2 f a =1.2×404.95=485.94KPa 故持力层强度满足要求。 当有 M max 时： Fk + Gk =323.23+20×6×2.78=656.83KN M k = M + V ? h =91.17+43.66×1=134.83 KN ? me0 = M k /( Fk + GK ) = 134.83 / 656.83 = 205mm ＜l/6=0.5m符合要求,max KPa Pkk,min = ( Fk + Gk ) ? (1 ± 6e0 / l ) / A = 656.83(1 ± 6 × 0.205 / 3) / 6 =154.36KPa 64.59＜1.2 f a =1.2×404.95=485.94KP 故持力层强度满足要求。 ⑸基础高度验算 地基净反力： 当有 N max 时： Pj ,max = 1.35 Pmax ? G / A=1.35×256.39-1.35×333.6/3.24=271.11KPa Pj ,min = 1.35 Pmin ? G / A =1.35×179.65-1.35×333.6/3.24=167.47KPa当有 M max 时： Pj ,max = 1.35 Pmax ? G / A=1.35×154.36-1.35×333.6/3.24=133.33KPa Pj ,min = 1.35 Pmin ? G / A =1.35×64.59-1.35×333.6/3.24=12.14KPa取基础高度：h=800mm,h0 =760mm. 基础分两级 h01 = 410mm下阶 h1 = 450mm 取 azl = 1.2m ① 柱边截面：bzl = 0.8m- 50 -建筑工程专业毕业设计计算书b = 2m ＞ bz + 2h0 = 0.3 + 2 × 0.76 = 1.82mA1 = (l / 2 ? az / 2 ? h0 ) ? b ? (b / 2 ? bz / 2 ? h0 ) 2 = 1.07 m 2A2 = (bz + h0 ) ? h0 = (0.3 + 0.76) × 0.76 = 0.81m 2 F1 = A1 ? Pj ,max = 1.07 × 271.11 = 290.09 KN0.7 β hp f t bm h0 = 0.7 β hp ft A2 = 0.7 ×1.0 × 1270 × 0.8 = 711.2 KN ＞ F1 = 290.09 KN故柱边基础高度满足要求。 ②变阶处截面：b = 2m ＞ bzl + 2h01 = 0.8 + 2 × 0.41 = 1.62m A1 = (l / 2 ? azl / 2 ? h01 ) ? b ? (b / 2 ? bzl / 2 ? h01 ) 2 =0.94 m 2 A2 = (b1 + h01 ) ? h01 = (0.8 + 0.41) × 0.41 = 0.50m 2 F1 = A1 ? Pj ,max = 0.94 × 271.11 = 254.84 KN0.7 β hp f t bm h0 = 0.7 β hp f t A2 = 0.7 × 1.0 × 1270 × 0.50 = 441.03KN ＞ F1 = 254.84 KN故变阶处高度满足要求。 ⑹配筋计算 ① 计算基础的长边方向： Ι ? Ι 截面： 柱边地基净反力值： PjΙ = Pj ,min + (l + az )( Pj , amx ? Pj ,min ) / 2l=12.14+（3+0.4）×（271.11-12.14）/6 =260.39KPaM Ι = (l ? az ) 2 (2b + bz )( Pj ,max + PjΙ ) / 48 =260.39 KN ? m AsΙ = M I / 0.9 f y ? h0 = 260.36 × 106 /(0.9 × 300 × 760) = 1027.86mm 2III-III 截面：柱边地基净反力值： PjIII = Pj ,min + (l + azl )( Pj ,amx ? Pj ,min ) / 2l=12.14+（3+1.2）×（271.11-12.14）/6 =374.70KPaM III = (l ? azl )2 (2b + bzl )( Pj ,max + PjIII ) / 48 =209.24 KN ? m AsIII = M III / 0.9 f y ? h0 = 209.24 ×106 /(0.9 × 300 × 410) = 1890.15mm 2- 51 -建筑工程专业毕业设计计算书比较 AsI 与 AsIII ，应按 AsIII 配筋，现于平行于 l 方向 2m 内宽度范围内配取复式箍 18Φ12@120（ As = 2035mm 2 ＞1890 mm 2 ）符合构造要求。 ② 计算基础的长边方向： II-II 截面：M II = (b ? bz ) 2 (2l + azl )( Pj ,max + Pj ,min ) / 48 =109.15 KN ? m AsII = M II / 0.9 f y ? h0 = 109.15 ×106 /(0.9 × 300 × 760) = 531.92mm 2IV-IV 截面：M IV = (b ? bzl ) 2 (2l + azl )( Pj ,max + Pj ,min ) / 48 =61.18 KN ? m AsIV = M IV / 0.9 f y ? h01 = 61.18 × 106 /(0.9 × 300 × 760) = 552.68mm 2比较 AsII 与 AsIV ，应按 AsIV 配筋，现于平行于 b 方向 3m 内宽度范围内配取复式箍 8Φ10@160（ As = 628mm 2 ＞552.68 mm 2 ）符合构造要求。第十章板的计算1．设计资料 取三层楼面上的一块板进行计算，计算简图如下：- 52 -建筑工程专业毕业设计计算书楼面活荷载： q=2.5KN/M2 材料选用： 混凝土强度等级 C30HRB235（f=210N/MM2）2．板，梁的截面尺寸的确定 ① 板厚：h=100mm ② 框架梁截面尺寸：bxh=250x600mm ③ 连系梁截面尺寸：bxh=250x600mm 3. 板的计算 采用塑性理论计算 荷载计算：水磨石地面（包括水泥粗砂打底） 0.65KN/M2 100 厚钢筋混凝土板 25×0.1=2.5KN/M2 10 厚混合砂浆抹灰 0.01×17=0.17KN/M2 合计：3.32KN/M2 设计值：1.2×3.32=3.984KN/M2 活载：1.4×2.5=3.5KN/M2 总荷载：p=3.984+3.5=7.48KN/M2 板：ly=5.4，lx=3.6 n= ly/ lx=1.5 取α=1/n2=0.44，β=2 采用分离式配筋方式，跨中钢筋不弯起也不截断 Mx=lymx=5.4mx My=lxmy=αlxmx=0.44×3.6mx=1.58mx Mx’=Mx”= lym’x =βlymx=2×5.4mx=10.8mx My’=My”= lxm’y =βlxmy =βαlxmx=2×0.44×3.6mx=3.17mx 区格板四周与梁连接，内力折减系数为 0.8 2 Mx ＋2My +Mx’ +My’+ Mx”+ My”=plx2(3 ly －lx)/12 2 × 5.4mx+2 × 1.58mx+2 × 10.8mx+2 × 3.17mx=0.8 × 7.48 × 3.6 × 3.6 × (3 ×- 53 -建筑工程专业毕业设计计算书5.4-3.6)/12 mx =2.01KN?m/m 故 my＝αmx＝0.44×2.01=0.88KN?m/m ’ mx = mx”=βmx=2×2.01=4.02KN?m/m ’ my = my”=βmy=2x×0.88=1.76 KN?m/m 取截面有效高度 hx=80mm,hy=70mm,即可近似按 As = x 方向： 跨中：As=2.01×106/(0.95×210×80)=126mm2 支座：As=4.02 ×106/(0.95×210×80)=256mm2 y 方向： 跨中：As=0.88×106/(0.95×210×70)=63mm2 支座：As=1.76×106/(0.95×210×70)=126mm2 配筋图见施工图m 计算钢筋截面面积 0.95 f y h0选用φ8@150 选用φ8@100 选用φ8@200 选用φ8@150第十一章1．连续梁的计算三层楼面的一根连系梁进行计算梁尺寸：bxh=250mm×600mm 计算跨度取支座中心线间距离 l=l0=3.6m 净跨 l0=3.6-0.3=3.3m2．荷载计算板传来 1.2×3.32×3×(1-2×0.252+0.253)=10.64KN/M 梁自重 1.2×25×0.25×(0.6-0.1)=3.75KN/M 10 厚混合砂浆抹 1.2×0.01[(0.6-0.1) ×2+0.25] ×17=0.26KN/M2 恒载： G=10.64+3.75+0.26=14.65KN/M 活载： Q=板传活载＝1.4×2×3x×(1-2x0.252+0.253)=7.48KN/M 总荷载：G+Q=14.65+7.48=22.13KN/M3．内力计算弯矩计算： 截面 弯矩系数αm M=α（G+Q）2 (KN.m) l m 端支座 －1/16 -24.79 边跨跨中 1/14 20.49 离端第二 支座 -1/11 -26.07 离端第二 跨跨中 1/16 24.79 中间支座 -1/14 -20.49 中间跨 跨中 1/16 24.79- 54 -建筑工程专业毕业设计计算书剪力计算： 截面 剪力系数αV V=αV（G+Q）l0(KN) 端支座内侧 Ain 0.5 36.52 离端第二支座 外侧 Bex 内侧 Bin 0.55 40.17 0.55 40.17 中间支座 外侧 Cex 内侧 Cin 0.55 40.17 0.55 40.171．配筋计算：跨中截面按 T 形截面进行承载力计算 翼缘宽度 bf=l/3=3.6/3=1.2m&b+S0=0.25+3=3.25m 翼缘厚 h’f=100mm h0=500-40=460mm 判别各跨中 T 形截面的类型 则 Mf=bfhffcn（h0-hf/2）=×14.3×（560-50） =875.16KN?M 与前表弯矩值相比，可知属于第一类 T 形截面梁的配筋示意图如下表所示：梁的正截面的承载力计算： 截面 M（KN?M） αS=M/α1bfh02fc (αS=M/α1bh02fc) ξ=1-（1-2αS）1/2 As=ξbfh0α1fc/fy （As=ξbh0α1fc/fy）(mm2) 选配钢筋 实配钢筋面积（mm2） 边跨跨中 20.49 0.055 0.057 217 3Φ14 461 离端第二 支座 －26.07 0.034 0.035 277 3Φ14 461 离端第二跨跨中 和中间跨跨中 24.79 0.065 0.068 250 3Φ14 461 中间支座 -20.79 0.027 0.027 214 3Φ14 461梁的斜截面的承载力计算： 截面 V（KN）端支座内侧 36.52 0.25×250×565 0.25βcbh0fc（KN） x14.3=504.97&V 0.7 × 250 × 565 × 0.7 bh0ft（KN） 1.43=141.39&V 构造配箍 箍筋肢数，直径 （2，Φ8@200）其他支座内外侧 40.17 504.97&V 141.39&V 2，Φ8@200- 55 -建筑工程专业毕业设计计算书Tests on a Half-Scale Two-Story Seismic-Resisting Precast Concrete Building This paper describes experimental studies on the seismic behavior and design of precast concrete buildings. A half-scale two-story precast concrete building incorporating a dual system and representing a parking structure in Mexico City was investigated. The structure was tested up to failure in a laboratory under simulated seismic loading. In some of the beam-to-column joints, the bottom longitudinal bars of the beam were purposely undeveloped due to dimensional constraints. Emphasis is given in the study on the evaluation of the observed global behavior of the test structure. This behavior showed that the walls of the test structure controlled the force path mechanism and significantly reduced the lateral deformation demands in the precast frames. Seismic design criteria and code implications for precast concrete structures resulting from this research are discussed. The end result of this research is that a better understanding of the structural behavior of this type of building has been gained results of simulated seismic load tests of a two story precast concrete building constructed with precast concrete elements that are used in Mexico are described herein. The structural system chosen in the test structure is the so called dual type, defined as the combination of structural walls and beam-to-column frames. Connections between precast beams and columns in the test structure are of the &window& type. This type of construction is typically used in low- and medium rise buildings in which columns are connected with &windows& at each story level. These &windows& contain the top and bottom reinforcement. Fig. 1 shows this type of construction for a commercial building in Mexico City. In most precast concrete frames such as those shown in Fig, 1, longitudinal beam bottom bars are not fully developed due to constraints imposed by the dimensions of file columns in beam-to-column joints. In an effort to overcome this deficiency, and as described later, some practicing engineers in Mexico design these joints by providing hoops around the hooks of that reinforcement in order to achieve its required continuity. However, this practice is not covered in the ACI Building Code (ACI318-02), nor in the Mexico City Building Code (MCBC, 1993). Part of this research was done to address this issue. The objectives of this research were Io evaluate the observed behavior of a precast concrete structures in the laboratory and to propose the use of precast structural elements or precast- 56 -建筑工程专业毕业设计计算书structures with both an acceptable level of expected seismic performance and appealing features from the viewpoint of construction Emphasis is given in this paper on the global behavior of the test structure. In the second part of this research which gill be presented in a companion paper, the observed behavior of connections between precast elements in the test structure, as well as the behavior of the precast floor system will be discussed in detail. Structural and non structural damages observed in buildings during past earthquakes throughout the world have shown the importance of controlling lateral displacement in structures to reduce building damage during earth- quakes. It is also relevant to mention that there are several cases of structures in moderate earthquakes in which the observed damage in non-structural elements in buildings was considerable even though the structural elements showed little or no damage. This behavior is also related Io excessive lateral displacement demands in the structure. To minimize seismic damage during earthquakes, the above discussion suggests the convenience of using a structural system capable of controlling lateral displacements in structures. A solution of this type is the so-called dual system. Studies by Paulay and Priestley4 on the seismic response of dual systems have shown that the presence of walls reduce the dynamic moment demands in structural elements in the frame subsystem. Also in conjunction with shake table tests conducted on a cast-in-place reinforced concrete dual system. Bertero5 has shown the potential of the dual system, in achieving excellent seismic behavior [n this investigation, the dual system is applied to the case of precast concrete structures. DUCTILITY DEMAND IN DUAL SYSTEMS In order to develop a base for a later analysis of the observed seismic response of the test structure studied in this project a simple analytical model is used to evaluate the main features of ductility demands in dual systems. Fig 2 shows the results of a simple approach to analyze the lateral load response iii a dual system. The lateral load has been normalized in such a manner that the combination of maximum lateral resistance in both subsystern i.e. walls and frames--leads to a lateral resistance of the global system equal to unity b is also assumed that both subsystems have the same maximum lateral resistance. In the first case (Fig 2a), it is assumed that the wall and frame subsystems have global displacement ductility capacities equal to 4 and 2 respectively. In the second case (Fig.- 57 -建筑工程专业毕业设计计算书2b), the frame subsystem response is assumed to be elastic, and the lateral stiffness of the wall subsystem is taken to be 4 times that of the frame subsystem. As shown in Fig 2, the lateral deformation compatibility of the combined system is controlled by the lateral deformation capacity of the wall subsystem. In the first case Fig 2ak an elastic-plastic envelope for the lateral global response of the dual system is assumed, and the corresponding displacement ductility (u) is equal to 33.For the second case (Fig. 2b) with an elastic behavior of the frame subsystem, this ductility is equal to 25. These simple examples illustrate that in the analyzed cases, due to the higher flexibility in the frame subsystems as compared to those of the wall subsystern, in a dual system, the ductility demands in the frame subsystem result in smaller ductility values than those of the wall subsystem. This analytical finding was verified in this study from the experimental studies conducted on the test structure. This verification is later discussed in the paper It is of interest to note that results of the type shown in Fig. 2 have been also found by Bertero&#39; in shake table tests of a dual system. DESCRIPTION OF TEST STRUCTUREThe test structure used in this investigation is a two-story precast concrete building, representative of a low-rise parking structure located in the