土木工程毕业设计计算书【范本模板】

1 工程概况

1.1 建设项目名称：龙岩第一技校学生宿舍 1.2 建设地点：龙岩市某地

1。3 建筑类型：八层宿舍楼，框架填充墙结构，基础为柱下基础，混凝土C30。 1.4 设计资料：

1.4。1 地质水文资料：由地质勘察报告知,该场地由上而下可分为三层:

杂填土：主要为煤渣、石灰渣、混凝土块等，本层分布稳定，厚0—0。5米； 粘土：地基承载力标准值fak=210Kpa, 土层厚0。5-1.5米 亚粘土：地基承载力标准值fak=300Kpa， 土层厚1.5—5.6米

1。4.2 气象资料：

全年主导风向：偏南风 夏季主导风向:东南风 冬季主导风向：西北风 基本风压为：0.35kN/m2（c类场地）

1。4.3 抗震设防要求：七度三级设防 1.4.4 建设规模以及标准：

1 建筑规模：占地面积约为1200平方米，为8层框架结构. 2 建筑防火等级：二级 3 建筑防水等级：三级 4 建筑装修等级：中级

2 结构布置方案及结构选型

2.1 结构承重方案选择

根据建筑功能要求以及建筑施工的布置图，本工程确定采用横向框架承重方案，框架梁、柱布置参见结构平面图，如图2.1所示。

2.2 主要构件选型及尺寸初步估算

2.2。1 主要构件选型

（１）梁﹑板﹑柱结构形式：现浇钢筋混凝土结构

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600×600300×60000055×40×00352750×750300×6000300×60057300×600×004750×750300×6000005××0005300×60032600×600300078007800780078007800780078001234567 图2。1 结构平面布置图

（２）墙体采用：粉煤灰轻质砌块 (３）墙体厚度：外墙:250mm，内墙:200mm （４)基础采用：柱下基础

2.2.2 梁﹑柱截面尺寸估算

（１）横向框架梁:

中跨梁（BC跨）：

因为梁的跨度为7500mm，则。

取L=7500mm h=(1/8～1/12)L=937.5mm～625mm 取h=750mm. ln7250h7509.74 b(12~13)h375mm～250mm 取b=400mm 满足b>200mm且b 750/2=375mm

故主要框架梁初选截面尺寸为：b×h=400mm×750mm 同理，边跨梁(AB、CD跨)可取:b×h=300mm×500mm （２）其他梁：

连系梁:

取L=7800mm h=（1/12～1/18)L=650mm~433mm 取h=600mm b(1~123)h300mm~200mm 取b=300mm 故连系梁初选截面尺寸为:b×h=300mm×600mm

由于跨度一样，为了方便起见,纵向次梁截面尺寸也初选为： b×h=300mm×600mm

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D0036C0057B0036A 武汉科技大学本科毕业设计

横向次梁:跨度L=6300mm h=（1/12～1/18）L=525mm~350mm 取h=450mm b(~)h225mm～150mm 取b=250mm 故横向次梁初选截面尺寸为：b×h=250mm×450mm （3）框架柱:

1111h(~)H(~)×3000=374。7mm～281mm b=(1～2/3)h 取b=h

152015201213① 按轴力估算： A、D列柱： No=8×2×3。9×3。15 m2×14KN/m2=2752KN B、C列柱: No=8×2×3.9×6。8 m2×14KN/m2=6027KN ② 按轴压比验算：此建筑抗震等级为三级，=0。9 选C30型混凝土 fc=14.3 N/㎡ N=1.2No B、C列柱：AN1.260271000 561958mm2749mm749mm (2.1）

fc0.914.3N1.227521000256597mm2506mm506mm (2。2) fc0.914.3A﹑D列柱：A故初选柱截面尺寸为： B、C列柱： b×h=750mm×750mm A﹑D列柱： b×h=600mm×600mm

2。3 确定结构计算简图

2。3。1 三个假设：

①平面结构假定：认为每一方向的水平力只由该方向的抗侧力结构承担，垂直于该方向的抗侧力结构不受力;

②楼板在自身平面内在水平荷载作用下，框架之间不产生相对位移； ③不考虑水平荷载作用下的扭转作用。

2。3.2 计算简图

根据结构平面布置图，选定第5轴线作为计算单元. 如图2.2所示 框架梁跨度（按柱中心线确定)： AB、CD跨: 6300mm BC跨： 7500mm 框架柱高度：

假定基础顶面到室外地面的距离为500mm,则可 取底层：H1=4500+300+500=5300mm

其它层:H2=H3=H4=H5=H6=H7=H8=H9=3000mm

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框架计算简图如图2。3所示

L16G3L17H36300L19L1G1L14E1E3L12I1I2L10H1L15L20F4L13K1K2L11D4D2L9B4L21L2E2E4F3F124002550F2L18H4H2L22C1L8A4L23L4C2C4D1D363002550C3L24L5A2L6390078003900B2L7390078003900L25A3A1B1B363007500L36300G2G4

图2.2 框架计算单元

2。4 梁﹑柱惯性矩,线刚度,相对线刚度计算

2。4。1 梁﹑柱惯性矩计算

计算梁截面惯性矩时，考虑到现浇楼板的作用，边跨取I=1.5IO,中跨取I=2IO（IO为不 考虑梁翼缘作用的梁截面惯性矩）

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D8(0.25)C8(0.92)B8(0.25)A8(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D7(0.25)C7(0.92)B7(0.25)A7(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D6(0.25)C6(0.92)B6(0.25)A6(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D5(0.25)C5(0.92)B5(0.25)A5(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D4(0.25)C4(0.92)B4(0.25)A4(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D3(0.25)C3(0.92)B3(0.25)A3(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D2(0.25)C2(0.92)B2(0.25)A2(1.76)(4.31)(4.31)(1.76)D1(0.25)C1(0.92)B1(0.25)A1(1.00)(2.44)(2.44)(1.00)D0C0B0A0图2。3 框架计算简图

主要框架梁： Ibh3b124007503121.4061010mm4 次要框架梁： Ibh3b123005003123.125109mm4 边框架梁： I12.0Ib1.51.40610102.1091010mm4 中框架梁： I22.0Ib2.01.40610102.8121010mm4 内柱：

bh37507503Io12122.1010mm4 - 5 –

。3) (2.4) (2。5)2。6）

(2。7)

(2

（

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bh360060031.081010mm4 （2.8）外柱： Io 12122.4。2 梁﹑柱线刚度计算

根据公式 i=EI/l (2.9) 可以得出梁﹑柱的线刚度如下（E=EC）

梁： iA8B8= iC8D8=3.125×109E/6300=0。5×106E

ib8C8=14。06×109E/7500=1.87×106E

柱： iD1D0=1。08×1010E/5300=2。04×106E iC1C0=2.×1010E/5300=4.98×106E

iD7D8=1.08×1010E/3000=3.6×106E iC7C8=2.×1010E/3000=8.8×106E

2.4.3 梁﹑柱相对线刚度计算

取iD1D0值作为基准值1.算得梁﹑柱的相对线刚度标于图2.3中。

3. 荷载标准值计算

3。1 永久荷载

3.1.1 作用于框架梁上的均布荷载

1 屋面恒载

三毡四油屋面防水层 0.4kN/m2 1：3水泥沙浆找平层 20mm 0.4kN/m2 水泥蛭石板保温层 60mm 0。12kN/m2 1:8水泥炉渣找坡 80mm 1.44kN/m2 1：3水泥沙浆找平层 20mm 0。4kN/m2 现浇钢筋混凝土板 100mm 2。5kN/m2 板底抹灰 20mm 0.4kN/m2

合计5。66kN/m

2

2 楼面恒载

水磨石地面 0。65kN/m2 现浇钢筋混凝土板 100mm 2.5kN/m2 板底抹灰 20mm 0.4kN/m2

合计3。55kN/m

2

3 框架梁自重

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边跨框架梁： 0.30。525=3.75kN/m 中跨框架梁： 0.40。7525=7。5kN/m 4 柱子自重

上层柱： 外柱： 0.60.6253=27kN /根

内柱： 0。 750。75253=42。2kN /根

底层柱： 外柱： 0.60。6255.3=47.7kN /根

内柱： 0. 750。75255。3=74.5kN /根

5 墙自重及两面抹灰

女儿墙：0.251.58=3KN/m 两面抹灰： 0.8kN/m

2~8层： 内墙: 0。2(3-0.5）8=4kN/m 0。2（3—0.75）8=3。6kN/m 外墙： 0。25(3—0.5）8=5kN/m 0.25(3-0。75)8=4。5kN/m 底层: 0。25（4。5-0.75)8=7.5kN/m 0.25(4.5—0。5）8=7。5 kN/m 6 作用在框架梁上的恒载(走廊板按单向板计算） 楼面荷载分配按双向板进行等效分配

短向分配：5aq/8 (3。1） 长向分配：[12(a2a（3。2） )()3]aq

2b2b顶层:（走廊板按单向板计算）

边跨框架梁自重 0.30.525=3。75 kN/m

梁侧粉刷 2(0.5-0.1）0。0217=0。27 kN/m 中跨框架梁自重 0.40.7525=7.5 kN/m

梁侧粉刷 2（0。75—0.1)0。0217=0。44 kN/m qA1=qB1=qG4=qH4=5。660.53.9=11。04 kN/m(峰值) 则等效均布荷载为

q=[12(3.923.93a2a)()]11.04=9.25 kN/m )()3]aq=[12(2b2b26.326.3 qE4=qF3=qC4=Qd1=2.550。55。66=7.22 kN/m(峰值) 则等效均布荷载为

q=5aq/8=57.22/8=4。51 kN/m

所以，作用在框架梁上的线荷载为：

qL5=qL1=4.02+9.252=22。52 kN/m qL2=qL4=7。94+4.512=16.96 kN/m

qL3=7。94 kN/m

同理可求得作用在框架梁上的集中荷载为F=146。15kN

作用在标准层梁上的线荷载以及集中荷载同理可以求出，在此不再赘述,仅列结果如下： 标准层框架梁上的线荷载为：

qL5=qL1=9.72+5。82=21。32 kN/m qL2=qL4=13.07+2.832=18.73 kN/m

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qL3=7.94 kN/m 集中荷载为F=157.57KN

3。1.2 恒载作用于框架柱上的集中荷载

计算方法:每层柱分为上下两个截面，其中：

上截面集中荷载=与柱相连接的纵向框架梁自重以及其上墙体、次梁传来恒载、楼面结

构层传来恒载之和

下截面集中荷载=上截面传来荷载+该层柱自重 1 边跨

顶层: 连系梁自重 qL6=qL7= qL16=qL17=0。30。625=4。5 kN/m 梁侧粉刷 2（0.6-0.1）0.0217=0。34 kN/m 横向次梁自重 L18=qL19= qL24=qL25=0.250.4525=2.81 kN/m 侧粉刷 2（0.45—0.1)0。0217=0。24 kN/m 女儿墙自重 37。8=23。4 kN 墙面抹灰 0.8 kN/m

qA3=qB3=qG2=qH2=5.660.53.9=11.04 kN/m（峰值) 则等效均布荷载为

q=[12(3.923.93a2a)()]11.04=9。25 kN/m )()3]aq=[12(2b2b26.326.3 qA2=qB2=qG3=qH3=5.660。53.9=11.04 kN/m（峰值) 则等效均布荷载为

q=5aq/8=511.04/8=6.9 kN/m

所以,作用在边跨柱顶的集中荷载为

F81 =［（3.05+9.25)6.3/（22）+（4。84+6。9+0.8）3.9］2+23.4

=159。96KN

作用在边跨柱底的集中荷载为 F82=159.96+27=187.96KN

七层： 连系梁自重 qL6=qL7= qL16=qL17=0.30。625=4.5 kN/m 梁侧粉刷 2（0。6-0。1)0。0217=0.34 kN/m 连系梁上纵墙自重 0.25（3-0。6）87。8=37.44 kN 墙面粉刷 2（3—0。6)0。0217=1.63kN/m

横向次梁自重 L18=qL19= qL24=qL25=0。250。4525=2。81kN/m

梁侧粉刷 2（0。45—0。1）0。0217=0.24kN/m 横向次梁上横墙自重 0。2（3—0。45）8=4.08kN/m

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墙面粉刷 2（3—0。45）0。0217=1.73kN/m

qA3=qB3=qG2=qH2=3.550。53.9=6。92 kN/m（峰值)

则等效均布荷载为

q=[12(3.923.93a2a)()]6.92=5.8kN/m )()3]aq=[12(2b2b26.326.3 qA2=qB2=qG3=qH3=3。550。53。9=6。92 kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=5aq/8=56。92/8=4.33 kN/m

所以，作用在边跨柱顶的集中荷载为

F71 =［（4.84+4。33+1.63）7.8/2+(3.05+5。8+4。08+1.72）

6。3/（22）］2+37.44+179。16=167。86+187。96=3.82KN

作用在边跨柱底的集中荷载为

F72=3。82+27=381.82KN

同理可算得其余各层柱集中荷载,在此不再赘述，仅列结果如下

六层 F61=167.86+381.82=9。68KN F62=9.68+27=576.68KN 五层 F51=167.86+576。68=744。KN F52=744。+27=771.KN 四层 F41=167。86+771。=939.4KN F42=939。4+27=966。4KN 三层 F31=167。86+966。4=1134。26KN F32=1134.26+27=1161.26KN 二层 F21=167。86+1161.26=1329.12KN F22=1329.12+27=1356.12KN 一层 F11=167.86+1356。12=1523.98KN F12=1523.98+47.7=1571。68KN 2 中跨

顶层：连系梁自重 qL14=qL15= qL18=qL19=0.30。625=4.5 kN/m 梁侧粉刷 2（0.6—0。1）0.0217=0.34 kN/m qA4=qB4=qG1=qH1=5.660.53.9=11。04 kN/m（峰值) 则等效均布荷载为

q=5aq/8=511。04/8=6。9 kN/m

qE1=qF2=qC1=qD2=5。660.52.55=7.22kN/m(峰值)

则等效均布荷载为

q=[12(2.5522.553a2a)()]7.22=5。93kN/m )()3]aq=[12(2b2b23.923.9所以，作用在中跨柱顶的集中荷载为

F81 =（4.84+6。9+5.93）7。82/2+（6.3+2.55)3.05/2+4.152.55/2 +9.256.3/2=185。75KN 作用在边跨柱底的集中荷载为

F82=185.75+42。2=227。95KN

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七层： 连系梁自重 qL8=qL9= qL14=qL15=0.30.625=4.5 kN/m 梁侧粉刷 2（0.6-0.1）0.0217=0。34 kN/m 横向次梁自重 L18=qL19=qL24=qL25=L20=qL21=qL22=qL23

=0。250.4525=2。81kN/m

梁侧粉刷 2（0.45—0。1）0.0217=0。24kN/m 横向次梁上横墙自重 0.2（3-0.45）8=4。08kN/m 墙面粉刷 2（3—0.45）0.0217=1.73kN/m

qA4=qB4=qG1=qH1=3.550。53.9=6。92kN/m(峰值）

则等效均布荷载为

q=5aq/8=56.92/8=4。33kN/m

qE1=qF2=qC1=qD2=3.550.52。55=4.53kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=[12(2.5522.553a2a)()]4.53=3.72kN/m )()3]aq=[12(2b2b23.923.9所以，作用在中跨柱顶的集中荷载为

F71 =（4。84+4.33+3。72）7。82/2+（6。3+2.55)8。86/2+2.832。55/2

+5。86。3/2+242=161。63+227.95=3.58KN 作用在边跨柱底的集中荷载为 F72=3.58+42。2=431.78KN

同理可算得其余各层柱集中荷载，在此不再赘述，仅列结果如下

六层 F61=161.63+431.78=593.41KN F62=593。41+42.2=635。61KN 五层 F51=161.63+635.61=797。24KN F52=797。24+42.2=839.44KN 四层 F41=161。63+839.44=1000.74KN F42=1000。74+42.2=1042。94KN 三层 F31=161.63+1042.94=1204.24KN F32=1204.24+42.2=1246。44KN 二层 F21=161。63+1246。44=1408.07KN F22=1408.07+42。2=1450.27KN 一层 F11=161。63+1450。27=1611。9KN F12=1611.9+74。5=1686。4KN 恒载作用受荷简图如图3。1所示

3。2 活荷载

查荷载规范：楼面均布活荷载标准值为2.0KN/m2，上人屋面均布活荷载标准值为2。0KN/m2 。

3。2.1 作用在框架梁上的活荷载

1 作用在框架梁上的均布活荷载

qL1=qL5=2.00。53。92=7。8kN/m(峰值)

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则等效均布荷载为

28KN.M152.16KN22.52KN/M185.75KN22.32KN/M242KN403.63KN146.15KN146.15KN16.96KN/M7.94KN/M16.96KN/M185.75KN157.57KN157.57KN18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M242KN403.63KN22.32KN/M22.32KN/M22.52KN/M28KN.M152.16KN188.16KN29.4KN.M356.02KN392.02KN29.4KN.M559.88KN188.16KN29.4KN.M356.02KN392.02KN29.4KN.M559.88KN595.88KN29.4KN.M763.74KN799.74KN29.4KN.M967.6KN1003.6KN29.4KN.M1171.46KN1207.46KN29.4KN.M1375.32KN1411.32KN29.4KN.M1579.18KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M459.88KN459.88KN621.51KN621.51KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M677.76KN677.76KN839.39KN839.39KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M5.KN5.KN1057.27KN1057.27KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M1113.52KN1113.52KN1275.15KN1275.15KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M1331.4KN1331.4KN1493.03KN1493.03KN157.57KN157.57KN22.32KN/M18.73KN/M7.94KN/M18.73KN/M19.28KN19.28KN1710.91KN1710.91KN22.32KN/M595.88KN29.4KN.M763.74KN799.74KN29.4KN.M967.6KN22.32KN/M22.32KN/M1003.6KN29.4KN.M1171.46KN22.32KN/M1207.46KN29.4KN.M1375.32KN1411.32KN29.4KN.M1579.18KN22.32KN/M1626.88KN1785.41KN1785.41KN1626.88KN6300AB7500C6300D

图3。1 恒载作用受荷简图

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q=[12(3.923.93a2a)()]7.8=6.KN/m )()3]aq=[12(2b2b26.326.3 qL2=qL4=2。00.52.552=5.1kN/m(峰值)

则等效均布荷载为

q=5aq/8=55.1/8=3.19kN/m

2 作用在框架梁上的集中活荷载

qE3=qF4=qC3=qD4=2.00.52.55=5。1kN/m（峰值）

则等效均布荷载为

q=[12(2.5522.553a2a)()]5.1=4。0KN/m )()3]aq=[12(2b2b23.923.9 qI1=qI2=qK1=qK2=2.00.52.4=2。4kN/m（均值） qC2=qE2=qF1=qD3=2。00.52。55=2.55kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=5aq/8=52。55/8=1。59kN/m

所以集中荷载为

F=［1.592.55/（22）+2。47.8/2+4。07。8/2]2 =51.95KN

3.2.2 作用在框架柱上的集中活荷载

1 边跨 qA2=qB2=qG3=qH3=2。00。53。9=3.9kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=5aq/8=53。9/8=2.44kN/m

qA3=qB3=qG2=qH2=2.00。53。9=3.9kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

3.923.93)()]3.9=3.27 kN/m q=[12(26.326.3所以，作用在边跨柱子上的集中活载为

FA=FD=2。447.82/2+3.276.32/（22)=29.33KN

2 中跨 qA4=qB4=qG1=qH1=2.00。53.9=3.9kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=5aq/8=53.9/8=2.44kN/m

qC1=qE1=qF2=qD2=2。00。52。55=2.55kN/m（峰值） 则等效均布荷载为

q=[12(2.5522.553)()]2.55=2。09kN/m 23.923.9所以，作用在边跨柱子上的集中活载为

FB=FC=（2。44+2。09）7.8+1.592.55/2+3。276.3/2=47.66KN

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活载作用受荷简图如图3。2所示

5.1KN.M29.33KN6.KN/M47.66KN6.KN/M47.66KN95.32KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M95.32KN142.98KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M142.98KN190.KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M190.KN238.3KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M238.3KN285.96KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M285.96KN333.62KN51.95KN6.KN/M3.19KN/M333.62KN381.28KN51.95KN3.19KN/M51.95KN3.19KN/M51.95KN3.19KN/M47.66KN51.95KN3.19KN/M47.66KN95.32KN51.95KN3.19KN/M95.32KN142.98KN51.95KN3.19KN/M142.98KN190.KN51.95KN3.19KN/M190.KN238.3KN51.95KN3.19KN/M238.3KN285.96KN51.95KN3.19KN/M285.96KN333.62KN51.95KN3.19KN/M333.62KN381.28KN6.KN/M6.KN/M6.KN/M5.1KN.M29.33KN29.33KN5.1KN.M58.66KN58.66KN5.1KN.M87.99KN87.99KN5.1KN.M117.32KN117.32KN5.1KN.M146.65KN146.65KN5.1KN.M175.98KN175.98KN5.1KN.M205.31KN205.31KN5.1KN.M234.KN29.33KN5.1KN.M58.66KN58.66KN5.1KN.M87.99KN6.KN/M87.99KN5.1KN.M117.32KN117.32KN5.1KN.M146.65KN6.KN/M146.65KN5.1KN.M175.98KN175.98KN5.1KN.M205.31KN6.KN/M6.KN/M205.31KN5.1KN.M234.KN6.KN/M234.KN381.28KN381.28KN234.KN6300AB7500C6300D图3.2 活载作用受荷简图

3.3 风荷载

风压标准值计算公式为：w=βμμω

Z

S

Z

0

本地区基本风压为：w0=0。35

- 13 –

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表3。1

地面粗糙类别为C类;风振系数：βZ=1+Hi/Hξγ/μZ （3。3)

层次 H总=30.9m B≈58m H/B≈0.5

查表:脉动影响系数γ=0.40

表3。2

1 2 3 4 5 6 7 8 Hi(第i层距离室外地面的高度） 4。8 7.8 10.8 13。8 16.8 19。8 22.8 25。8 离地面高度（m）z 风压高度系数μZ 结构基本周期：

4。8 7。8 10.8 13。8 16.8 19。8 22。8 25.8 0.74 0.74 0。74 0.74 0.776 0。836 0.885 0。933 T0.250.53103H2/3B=0.250.5310328.52/318.7=0。41 （3.4）ω0 =0.350。62=0。22kN/m2 （3.5) ω0T2=0。220。412=0.04 (3。

6)

查表得：脉动增大系数ξ=1.17

表3。3

βZ=1+Hi/Hξγ/μZ (3。7）

Z βZ 4.8 7。8 10.8 13。8 16。8 19。8 22.8 25。8 1.13 1。19 1。26 1.34 1.39 1。43 1.47 1。50 ωk=βZμSμZω0 （3。8) ∵结构高度H=25.8〈30m,故取βZ=1。0， μS=1。3

表 3.4

z ωk 4.8 7.8 10.8 13.8 16。8 19.8 22。8 25。8 0。38 0。40 0。42 0。45 0。49 0。 0.59 0. 转化为集中荷载（受荷面与计算单元同)

8层： FW8K=7。8(3。0/2+1。5）0.=14。98KN 7层: FW7K=7.83.0（0。+0。59）2=28.78KN 6层： FW6K=7.83.0（0。59+0.）2=26。44KN 5层： FW5K=7。83.0（0.+0。49)2=24。1KN 4层： FW4K=7。83.0（0。49+0。45）2=22KN 3层: FW3K=7.83。0（0.45+0。42）2=20.36KN 2层: FW2K=7.83。0(0。42+0.4)2=19.19KN

1层： FW1K=7。80。43.0/2+3。60.384.8=18。91 KN

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风荷载受荷简图如图3。3所示

14.98KN28.78KN26.44KN24.1KN22.0KN20.36KN19.19KN18.91KNAB图3.3 风载作用受荷简图

CD

3。4 地震荷载

3。4。1 重力荷载代表值计算

所谓重力荷载代表值是指的一个变形缝范围内楼层所有恒载与活荷载标准值的组合

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值，即恒载＋0.5活载,具体计算结果如下: 1 恒载

屋面重力值:G面=5。66(3.06。5+7。8720。1-2。17.8—7.86。75—36.3）

=5515KN

楼板重力值：G板=3.55(3.06.5+7.8720.1—2.17。8-7。86。75-36.3）

=3459K

梁重力值：G1=0。40.756.5259+0。30.56。32517+0.30。67.8

2536+0。30.63425+0.30。67。8255+0。250。458.852513+（20.026.59+20.026.317+20.027。836+20。023 4+20.027.85+20。028.8513)17=3073KN

柱重力值: G上柱=2717+42.218+0。250.2525312=1256KN G底柱=47.717+74.518+0。250。25255.312=2218KN

突出屋面部分板自重：G2=6.757.8=52.65KN

楼梯自重：楼梯间荷载近似取为楼面荷载的1.5倍，即q=3。551。5=5.3KN/m2 为了安全起见取大值，可取q=6KN/m2，则楼梯自重为

G梯=6(3。06。3+7。86.75+3。06。3）=2.7KN

墙重力值：G女儿墙=（220.1+32+7.852+2。12+7.83）3=455.4KN 标准层墙重:G3=0.251。2858。032+0.30.256。382+0.2537.5

8+0。25832.12+0。251.27。58+0.238（58.03-15）2+0。2583(3+2。43）+0。23817.712=1936KN

G标门窗=0.41。258.032+0.12.11。0（152+122）=67KN G墙 = 0。251。5858.03+0。254.5820.12+0.24。58 13。86=1132KN

G底门窗=0。42。658。03+0。43。858.03=148KN G突柱 =0。250.255.42512=101KN G

48+

0.255。48。858+0.255。46.38+0。255。47.88=449KN

2 活荷载

Q=2。0（313。8+20。17。85+7.8211。25+4.86.3)=2062KN Q突板=2.0（7。86。75+36。3)=143KN

3 重力荷载代表值

- 16 –

突墙

=0.255.46。7528+0。255。42.78+0.255。42。

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G8 = G面+G梁+G上柱/2+ G标墙/2+Q/2+ G女儿墙+(G2+G突墙+G突柱+Q突板/2)3

=5515+3073+1256/2+455.4+1936/2+2062/2+（52.65+101+449+143/2）

=12733KN

G7= G板+G梁+G上柱+ G标墙+Q/2

=3459+3073+1256+1936+2062/2=10755KN

G2=G3=G4=G5=G6=G7=10755KN

G1= G板+G梁+G上柱/2+G底柱/2+G标墙/2+G底墙/2+Q/2 =3459+3073+1256/2+2218/2+1936/2+1132/2+2062/2 =10834KN

3。4.2 柱抗侧移刚度D的计算

1 横梁线刚度

为了简化计算，框架梁截面惯性矩增大系数取1.2

AB、CD跨:kb=iC8D8×1.2=5×1053104×1.2=18109N·mm

BC跨： kb=iB8C8×1.2=18.7×1053104×1。2=67。3109 N·mm 2 柱的线刚度

边柱:底层: kc=20。41053104=61.2109N·mm 其它层: kc=361053104=108109N·mm 中柱：底层： kc=49。810310=149。410N·mm 其它层: kc=881053104=2109N·mm 3 框架柱的侧移刚度D值

表3。5 2～8层D值的计算

5

4

9

D k=∑kb/2kc α=k/（2+k) 0.077 0.139 D=12αkc/h2 11088 428 边柱A、D 0。167 中柱B、C 0。323 表3.6 底层D值的计算

D k=∑kb/2kc α=k+0.5/（2+k） D=12αkc/h2 0.294 0.571 0。346 0.416 9046 26550 边柱A、D 中柱B、C 4 计算框架自振周期

各层D值汇总（见表3。7）

表3。7 各层D值汇总

D值/层次 柱类型 2～8层（D值根数） 1层（D值根数） - 17 –

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边柱 中柱

按顶点位移法计算,考虑轻质砌块墙对框架刚度的影响，取基本周期调整系数α0=0。8,计算公式为T1=1.7α0T,式中△T为顶点横向框架顶点位移计算位移。按D值法计算。见表3。8

5 水平地震作用标准值和位移的计算

多遇地震作用下,设防烈度为7度,查表αmax=0。08。龙岩市反应谱特征周期查表Tg=0。35s,Tg＜T1＜5Tg

Tg0.350.9)0.080.034 (3。9) ∴1()0.9max(T10.886 水平地震作用计算

因为T1=0.88s＞1.4Tg=1.40.35=0。49s.尚需考虑顶部附加水平地震作用。 δn=0.08T1+0。07=0.080。88+0.07=0.140 （3.10) 结构总水平地震作用标准值：Fek=α1Geq=0。0340。8588097=26KN （3。

11）

A、D轴 B、C轴 1108817=188496 42818=880704 1069200 904617=153782 2655018=477900 631682 ∑D（KN/m） 顶部附加的集中水平地震作用为：ΔFn=δn·Fek=0。1426=356KN （3.12) 表3.8 横向框架顶点位移计算

层次 8 7 6 5 4 3 2 1 Gi(kN） 12733 10755 10755 Gii1nDi Δi－Δi－1=∑Gi/D Δi(m) 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 631682 0.01 0.02 0。03 0.04 0。05 0。06 0。07 0。136 0.416 0。406 0。386 0.356 0.316 0。266 0.206 0。136 12733 23488 34243 10755 44998 10755 10755 10755 10834 55753 66508 77263 88097 T1=1。70。80.416=0。88s (3.13)

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FiGiHi8GHii1FEK(1n) （3。14）

iGH=108345。3+10755(8。3+11.3+14.3+17。3+20。3+23。3)+1273326.3

iii18=1422790。9KN

F1G1H1FEK(1n)108345.32610.1486KN

8GHii11422790.9i同理：F2=134KN F3=182KN F4=231KN F5=279KN F6=327KN F7=376KN F8=423KN F8＇=875KN Fi，Vi和△ue的计算（见表3.9）

表3.9 Fi，Vi和△ue的计算

层次 Fi(KN） 8 875 7 376 1291 6 327 1578 5 279 1857 4 231 2088 3 182 2270 2 134 2404 1 86 2490 Vi（KN） 875 ∑D(KN/m） 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 1069200 631682 △ue(m) 0.0007 0.0011 0。0014 0.0016 0。0019 0。002 0.0022 0.0038 ue0.0038 底层：h5.3ue0.00221111 2层： (满足）(满足）h3135501395550应将地震作用按柱刚度转化为计算单元的那一榀框架,转化后地震作用下框架计算简图如图3.4所示。

4 内力分析

作用于框架上的荷载总的分为两大类型，即水平作用和竖向作用，对竖向作用可不考虑框架的侧移,故可采用弯矩二次分配法计算；水平作用考虑框架节点转动,采用D值法分析,各种作用的内力计算分述如下：

4.1 恒载作用下的内力计算

4.1。1 固端弯矩计算

1 恒荷载作用下框架梁两端的固端弯矩

由于结构和荷载都对称，故可取半结构进行内力计算，如图4。1所示

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AB跨： 八层

MAB=—ql²/12=—22。52×6.3²/12=—74。5KN·m （4.1) MBA=ql²/12=22。52×6.3²/12=74.5KN·m (4.2)

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100KN43KN37KN32KN26KN21KN15KN10KNABCD图3。4 水平地震作用受荷简图

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22.52KN/M146.15KN16.96KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/M22.32KN/M157.57KN18.73KN/M7.94KN/MA一～七层

B图4.1 恒载作用计算简图

MAB=—ql²/12=-21.32×6。3²/12=-70。5KN·m MBA=ql²/12=21.32×6.3²/12=70.5KN·m

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BE跨：

八层

M C8＇E8＇＝－7.943。752/3-146。152.55(23.75—2。55)/(23。75）

＝－283.2KN·m

M E8＇C8＇＝－7.943。752/6—146。151。22/（23。75)＝—46.7KN·m M C8＇＇E8＇＇＝－22.35KN·m M E8＇＇C8＇＇＝6。65KN·m

∴M C8E8＝M C8＇E8＇+M C8＇＇E8＇＇ ＝－305.55KN·m M E8C8＝M E8＇C8＇+ M E8＇＇C8＇＇＝-40.05KN·m

利用《结构力学》知识，分别求出了每层每根梁在恒荷载作用下梁两端的固端弯矩,然后（注意考虑节点的偏心弯矩）进行叠加，总的固端弯矩标注于表4.1中。

4。1.2 节点分配系数计算

0.254=0。124 （4.3)

0.2541.7641.764 μA8A7==0.876 (4.4)

1.7640.254 μA8B8=

其余分配系数见表4.1

4。1。3 弯矩分配、传递

具体计算可在表中进行,计算过程和结果参见表4。1。

4.1。4 画内力图

根据计算结果先画出各杆件弯矩图，如图所示，括号里弯矩值为框架梁在恒荷载作用下经过调幅（调幅系数取0。85）后的弯矩,其中跨中弯矩是根据等效均布荷载作用下由平衡条件计算所得。杆件弯矩求出后，按力的平衡可求出剪力和轴力，恒荷载作用下的框架弯矩图如图4。2所示，剪力图和轴力图如图4。3所示。

表4.1 恒载作用下内力计算

上柱 下柱 梁左 梁右 上柱 28。0 0.0 —74。5 74。5 0.0 0。0 40.7 5。8 12.0 0.0 下柱

梁左 梁右 0.05 0。05 上柱 0.00 0.0 0。0 下柱 0.90 0。0 梁左 梁右 上柱 0.05 0。 12 -74.5 74.5 0.0 0.0 0.00 0.88 0.12 0。 05 0。00 0.90 0。0 -305。6 305 。6 207.9 11。1 —11。1 0。0 —207。9 -12。0 —5.8 0.0 —61.1 —2.9 -6.0 - 23 –

0.0 9。6 6.0 2。9 0。0 61。1 —5.5 5。5 武汉科技大学本科毕业设计

续表4.1 恒载作用下内力计算

0。0 —13.7 — 1。9 —3.0 0。0 —52。6 —2。8 2.8 0。0 0.0 52。6 3。0 1.9 0。0 0.0 36。7 -。7 86。4 0.0 216。4 — 302。8 302。8 0。0 —216.4 -86.4 。7 0。0 —0.47 0。47 0。07 0.03 0.47 0。47 0。03 0 。03 0。47 0。47 0。03 0。 07 0.47 29。4 0。0 —70。5 70。5 0。0 0.0 —328.1 328。1 0。0 —70。5 70。5 0.0 19。2 19.2 2。7 7.0 122。1 122。1 —15.6 -15。6 —2.2 —4。4 -77.3 —77.3 0.0 6.4 —6.4 —122。1 -122。1 -7。0 -2.7 —19.2 -4.1 4.1 77.3 77。3 4。4 2.2 15。6 0.47 0。0 20。4 9。6 3.5 1。4 104.0 61。1 —3.2 3。2 -104.0 -61.1 —1。4 —3.5 —20。4 23。9 13。2 —66.5 74。4 148.8 105。8 — 329。0 329。0 -148.8 —105.8 -74.4 66.5 —23。9 0。47 0。47 0。07 0。 03 0。47 0。47 29.4 0。0 —70。5 70.5 19.2 19.2 0.03 0 。03 0。47 0。03 0.07 0.47 -70.5 70。5 0。0 -7.0 -2。7 -19.2 10.6 0。0 —328。1 328。1 0。0 3.2 2.7 7.0 122。1 122。1 6。4 —6。4 — 122。1 -122.1 9.6 9。6 3。5 1。4 61。1 61。1 —3。2 -61。1 -61.1 —1.4 —3。5 — 9。6 —10。6 -10 。6 -1。5 -3.2 —57。0 —57.0 —3.0 3。0 57。0 57。0 3。2 1.5 29.4 0.0 0.0 18。2 18.2 —65.8 75.6 126.2 126。2 -327.9 327.9 —126.2 -126。2 -75。6 65。8 — 18。2 0.47 0.47 0.07 0。 03 0.47 0。47 0.0 -70.5 70.5 0。0 19。2 19。2 2.7 7.0 122。1 122。1 9.6 9。6 3。5 1.4 61。1 61.1 0.03 0 。03 0。47 0。47 -328.1 328.1 —3.2 3.2 0.03 0.07 0。47 0.0 —70。5 70。5 0.0 6.4 —6.4 —122。1 —122.1 —7。0 —2。7 —19.2 57.0 0.47 0.0 57.0 0.47 3。2 1。5 10.6 —61.1 —61。1 -1。4 -3.5 —9。6 —10.6 -10.6 -1。5 —3.2 —57.0 -57。0 —3.0 3。0 18。2 18.2 -65。8 75.6 126。2 126。2 — 327。9 327.9 —126。2 -126。2 —75.6 65.8 —18。2 — 0.47 0。47 0。07 0。 03 0.47 0。47 0。03 0.03 29.4 0。0 —70。5 70。5 0。0 0。0 —328.1 328.1 9.6 9。6 3.5 1。4 61.1 61。1 0。03 0.07 0.47 0。0 —70。5 70。5 0。0 —19.2 19.2 2。7 7.0 122.1 122。1 6。4 -6。4 -122。1 -122。1 -7.0 -2.7 —19.2 —-3.2 3。2 —61。1 -61.1 -1。4 -3。5 -9.6 3.0 57。0 57。0 3。2 1。5 10。6 0。47 0.0 -61.1 57.0 0.47 -10.6 -10.6 —1。5 —3。2 —57.0 —57.0 —3.0 29.4 18。2 18。2 — 65。8 75。6 126。2 126。2 -327.9 327.9 -126.2 -126.2 -75。6 65.8 —18.2 0.47 0.47 0.07 0.03 0.47 0。47 0。03 0.03 0.0 -70.5 70。5 0.0 0。0 —328.1 328.1 0。03 0.07 0.47 0。0 -70。5 70。5 0.0 19。2 19。2 2。7 7.0 122.1 122。1 6。4 -6.4 -122。1 -122.1 —7.0 -2。7 -19.2 9。6 9。6 3。5 1。4 61.1 61。1 —3.2 3。2 -10。6 -10.6 —1.5 —3。2 —57.0 -57.0 —3.0 3.0 57。0 3。2 1。5 10.6 —61.1 -1。4 —3.5 -9。6 —18。2 18.2 -65.8 75。6 126.2 126。2 —327.9 327.9 -126。2 —126.2 -75.6 65。8 -18.2 0。47 0.47 0。07 0。 03 0。47 0.47 0.03 0.03 0。47 0。47 0.03 0.07 0。47 - 24 –

武汉科技大学本科毕业设计

续表4。1 恒载作用下内力计算

29.4 0。0 -70。5 70。5 0。0 0。0 -328.1 328.1 19。2 19.2 9。6 12.0 2.7 7。0 122.1 122.1 3.5 1。4 61.1 76。8 -3.2 3.2 0。0 0.0 6.4 —6.4 —122。1 —122.1 -7。0 -2.7 -19.2 -61。1 —76.8 -1。4 —3.5 -9.6 .5 0。0 —61.1 35.0

.5 0.34 0.0 0。0 19。8 -43.4

3。7 1。7 11。7 -70。5 70。5 0。0 —-11。7 -11。7 -1。7 -3.7 -.5 —。5 —3。4 3。4 17.1 19。5 -66。0 75.1 118。7 134.4 —328.3 328。3 —118.7 —134.4 -75。1 66。0 —17.1 0.59 0。33 0.08 0.04 0。60 0。34 0。03 0 。03 0。60 29.4 0。0 -70.5 70。5 0.0 9.6 0.0 4.5 1。7 61.1 0。0 —328。1 328.1 0。0 —4.1 4.1 1.9

24。0 13。6 3.4 9。0 153。6 86.8 0.04 0.08 0。59 -70.5 70。5 0.0 —8。2 -8.2 —153。6 -86.8 —9。0 —3.4 -24。0 2.1 1.2

8.3

—1.7 -4.5 —9。6 -8.3 —4.7 —1。2 -2。1 -35.0 -19。8 -1。9

6。8

43.4

25.4 9。0 —63。8 79。2 179.7 67.1 —325。9 325.9 —179.7 -67.1 —79.2 63。8 — 25。4 注：表格中方框里数据为节点弯矩。

1 恒荷载作用下框架梁的跨内最大弯矩和梁两端剪力 以八层AB跨框架梁为例：设最大弯矩截面距A端X m,则有

由QA8B8×6。3-。5—22.52×6.32/2+86。1=0 (4.5）

＝＞ QA8B8=67。5KN（方向与图中标示相同，即顺时针方向) ＝＞ QB8A8=74.4KN（方向与图中标示相同，即顺逆针方向）

从而又有 22.52*X=67.5 ＝＞X=3.0m （4.6) 所以 Mmax=67.5×3—.5—22.52×3。0²/2=36.7KN·m（梁下侧受拉) (4。

7)

4.2 活荷载作用下的内力计算

4.2。1 固端弯矩计算

1 活荷载作用下框架梁两端的固端弯矩

由于结构和荷载都对称，故可取半结构进行内力计算，如图4。4所示

- 25 –

武汉科技大学本科毕业设计

297.6(253).5(.8)36.5211.486.1(73.2)297.6(253)86.1(73.2)211.4.5(.8)36.536.7(47.9)51.1(95.7)325.9(277)325.9(277)66.5(56.5)66.5(56.5)74.3(63.2)74.3(63.2)104.3104.313.213.223.9523.95147.2147.235.3(45.3)35.3(45.3)47.4(96.3)324.8(276.1)324.8(276.1)75.5(.2)124.765.8(55.9)65.8(55.9)124.775.5(.2)18.218.218.2124.7124.718.235.1(45.7)35.1(45.7)47.4(96.1)324.8(276.1)324.8(276.1)75.5(.2)124.765.8(55.9)65.8(55.9)124.775.5(.2)18.218.2124.7124.718.235.1(45.7)18.235.1(45.7)47.4(96.1)324.8(276.1)324.8(276.1)75.5(.2)124.765.8(55.9)65.8(55.9)124.775.5(.2)18.218.2124.7124.718.235.1(45.7)18.235.1(45.7)47.4(96.1)324.8(276.1)324.8(276.1)65.8(55.9)65.8(55.9)75.5(.2)75.5(.2)124.7124.718.218.2124.7124.718.218.235.1(45.7)35.1(45.7)47.4(96.1)325.2(276.4)325.2(276.4)75(63.8)75(63.8)66(56.1)66(56.1)132.9132.919.517.1117.2117.217.119.535.2(45.8)35.2(45.8)47.4(96.1)321.9(273.6)321.9(273.6)79(67.2)79(67.2)63.8(.2)63.8(.2)65.665.68.98.925.425.4177.3177.334.4(45.1)34.4(45.1)49.1(97.4)36.7(47.9)6.843.443.46.8AB 图4。2 恒载作用弯矩图（KN·M）

CD

- 26 –

武汉科技大学本科毕业设计

67.5198.9155.79.520.265.974.4119.5214.9167.19.5273.367.510.565.676.368.4214.9167.19.5566.6133.412.165.683.168.7214.9167.19.5840.219912.165.683.168.7214.9167.19.51123.82.612.165.683.168.7214.9167.19.51407.4330.211.865.780.668.7214.9167.19.51691395.815.7103.468.6214.9167.19.51974.61.569.6320.62259526.2AB剪 力 图（KN）C轴 力 图（KN）D

图4。3 恒载作用内力图

- 27 –

武汉科技大学本科毕业设计

6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/M6.KN/M51.95KN3.19KN/MAB图4。4 活载作用计算简图

AB跨:

一~八层

MAB=-ql²/12=-6。×6。3²/12=—21.6KN·m ，MBA=ql²/12=6.×6。3²/12=21。6KN·m

具体计算过程、方法同恒载，利用≤结构力学≥知识,分别求出每层每根梁在不同荷载形式作用下梁两端的固端弯矩，然后进行叠加，总的固端弯矩标于表4.2中.

- 28 –

武汉科技大学本科毕业设计

4.2.2 节点分配系数计算

μA8B8=

0.2541.764=0。124 μA8A7==0。876

0.2541.7641.7640.254 其余分配系数见表4.2

4.2。3 弯矩分配、传递

具体计算可在表中进行，计算过程和结果参见表4。2

表4.2 活载作用下内力计算

上柱 下柱 梁左 梁右 上柱 5.1 0.0 -21.6 21.6 0.0 下柱

下柱

0.88 梁左 梁右 上柱

梁左 梁右 上柱 下柱

0。00 0.88 0。12 0.05 0.00 0。90 0。05 0.05 0.00 0。90 0.05 0。 12 0.0 —95.4 95.4 0.0 0.0 14。5 2。0 3。8 0。0 66.4 0.0 -21。6 21。6 0。0 —5.1 3.5 -3。5 0.0 -66。4 —3.8 —2.0 0。0 -14.5 0。0 3.9 1。9 1。0 0。0 17。5 —1.8 1.8 0。0 —17。5 — 1。0 -1。9 0.0 —3。90.0 —5。1 —0.7 -0.9 0。0 —15。1 —0.8 0.8 0。0 15。1 0。9 0。7 0。0 5。1 0.0 0.0 13。3 — 18。4 25。6 0。0 68。8 -94。4 94。4 0。0 -68.8 —25.6 18.4 0.0 —13。30。47 0。47 0.07 0。 03 0。47 0。47 0。03 0。 03 0.47 0。47 0.03 0。 07 0.47 0。47 5。1 0.0 -21.6 21.6 0。0 0。0 —95。4 95.4 0。0 7.2 3.9 1.0 0.5 33.2 17.5 -21.6 21。6 0。0 -5.1 7。7 7。7 1。1 2.0 35。0 35。0 1.8 —1。8 -35。0 -35.0 -2.0 —1。1 —7.7 -7.7 -0.9 0。9 —33。2 —17.5 -0。5 —1。0 —7.2 -3。9 —5。6 —5.6 —0.8 -1.4 —23.9 -23.9 —1。3 1.3 23.9 23。9 1.4 0.8 5。6 5.6 9。3 5。9 —20。3 22。8 44。3 28。6 —95。7 95。7 -44.3 —28.6 —22.8 20.3 —9。3 -5。9 0.47 0。47 0.07 0.03 0。47 0.47 0。03 0。 03 0.47 0。47 0.03 0。 07 0.47 0。47 5.1 0.0 —21。6 21。6 0.0 0。0 -95.4 95.4 0.0 0。0 —21。6 21。6 0。0 -5。1 7.7 7。7 1.1 2.0 35。0 35.0 1。8 —1。8 —35.0 —35。0 — 2。0 —1。1 -7。7 —7.7 -4.1 -4。1 -0。6 -0.9 —16。4 — 16。4 —0.9 0。9 16。4 16.4 0。9 0。6 4.1 4。1 3。9 3。9 1。0 0。5 17。5 17.5 -0。9 0。9 -17。5 -17.5 —0.5 -1。0 -3.9 -3。9 7。5 7。5 -20。1 23.2 36.1 36。1 —95.3 95.3 —36。1 —36.1 —23.2 20。1 -7.5 -7.5 0.47 0。47 0.07 0.03 0.47 0.47 0.03 0。 03 0。47 0.47 0.03 0.07 0。47 0。47 5.1 0.0 -21.6 21.6 0.0 3。9 3.9 1.0 0。5 17.5 0。0 -95.4 95.4 0。0 0。0 -21。6 21。6 0。0 —5.1 17.5 7。7 7。7 1.1 2.0 35。0 35。0 1。8 -1。8 —35.0 -35。0 —2。0 —1。1 —7.7 —7.7 -4。1 -4。1 -0。6 —0.9 —16.4 —16。4 — 0。9 0。9 16。4 16。4 0。9 0。6 4.1

- 29 –

-0.9 0。9 -17.5 —17.5 -0。5 -1。0 -3.9 —3.9 4.1 7。5 7。5 —20.1 23。2 36。1 36。1 -95。3 95.3 —36。1 -36。1 —23。2 20.1 —7。5 -7。5 0.47 0。47 0。07 0。 03 0。47 0.47 0.03 0.03 0.47 0.47 0。03 0。 07 0.47 0。47 武汉科技大学本科毕业设计

续表4.2 活载作用下内力计算

5。1 0。0 —21.6 21。6 0。0 0。0 -95。4 95 。4 0.0 7.7 7.7 3.9 3。9 1.0 0。5 17.5 0。0 -21.6 21.6 0。0 —5.1 1.1 2。0 35.0 35.0 1。8 —1。8 — 35。0 -35。0 —2.0 -1。1 —7.7 -7。7 17.5 —0.9 0。9 —17.5 —17.5 -0.5 -1.0 —3.9 -3。9 —4.1 -4.1 —0。6 -0。9 —16.4 —16.4 -0.9 0.9 16.4 16.4 0。9 0。6 4。1 4.1 7。5 7.5 —20.1 23.2 36.1 36。1 -95.3 95。3 — 36。1 — 36。1 -23.2 20.1 —7.5 —7。50.47 0.47 0.07 0.03 0.47 0。47 0。03 0.03 0.47 0.47 0.03 0.07 0。47 0.47 5.1 0。0 -21.6 21。6 0.0 0。0 -95。4 95 。4 0。0 0。0 —21。6 21.6 0。0 -5.1 7。7 7。7 1.1 2。0 35。0 35。0 1。8 -1.8 —35.0 -35.0 —2.0 —1.1 -7。7 —7.7 -4。1 -4。1 -0。6 —0.9 —16。4 -16。4 —0。9 0。9 16。4 16.4 0。9 0。6 4.1 4。1 0.0 3。9 3.9 1。0 0.5 17。5 17。5 —0.9 0.9 -17。5 -17。5 —0.5 -1。0 —3。9 — 3。97.5 7.5 -20。1 23.2 36.1 36.1 -95.3 95。3 — 36。1 — 36。1 -23。2 20.1 —7.5 —7。50.47 0。47 0.07 0.03 0.47 0.47 0。03 0.03 0。47 0.47 0.03 0。 07 0。47 0.47 5.1 0。0 -21。6 21。6 0。0 7.7 7.7 -95.4 95 。4 0。0 0.0 -21。6 21。6 0.0 -5。1 1.1 2.0 35.0 35。0 1。8 -1。8 —35.0 -35。0 —2。0 -1.1 -7。7 -7。7 3。9 4。8 1.0 0.5 17。5 22。0 -0。9 0.9 —17.5 —22。0 —0.5 -1.0 -3.9 —4.8 —4。5 -0。6 -1.1 -18。5 -18.5 —1.0 1.0 18。5 18。5 1.1 0.6 4。5 4.5 11。6 8。0 -20。2 23。1 33.9 38.4 -95。5 95。5 -33.9 -38。4 —23.1 20.2 -7。0 -8。0 0.59 0。33 0。08 0.04 0.60 0。34 0。03 0.03 0。60 0。34 0.04 0。 08 0。59 0。33 5.1 0.0 —21.6 21.6 0。0 0。0 —95。4 95.4 0.0 3。9 0.0 1。3 0。7 17.5 0.0 —21.6 21。6 0.0 —5.1 9.7 5。5 1.4 2.6 44。0 24。9 2.4 -2。4 -44.0 —24。9 -2。6 -1。4 —9.7 -5。5 0。0 —1。2 1。2 —17。5 0.0 —0.7 —1.3 -3。9 0.0 —3。0 -1。7 —0。4 —0。6 — 10。1 — 5。7 -0.5 0.5 10.1 5。7 0。6 0。4 3。0 1.7

2.7

12。4

-12。4

10.5 3。8 —19。4 24.3 51.3 19。1 —94.8 94.8 -51.3 -19.1 —24。3 19。4 -10.5 -3。8 -2。7

注:表中方框里的数据为节点弯矩

4.2。4 画内力图

根据计算结果先画出各杆件弯矩图，如图所示,括号里弯矩值为框架梁在活荷载作用下经过调幅(调幅系数取0.85）后的弯矩，其中跨中弯矩是根据等效均布荷载作用下由平衡条件计算所得。杆件弯矩求出后，按力的平衡可求出剪力和轴力，活荷载作用下的框架弯矩图如图4。5、剪力图和轴力图如图4。6所示。

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92.8(78.9)18.4(15.6)13.367.225.4(21.6)92.8(78.9)25.4(21.6)67.218.4(15.6)13.312.8(15.1)20.3(17.3)61.1(75.0)94.9(80.7)94.9(80.7)28.212.8(15.1)20.3(17.3)9.35.97.57.57.57.57.03.822.8(19.4)28.222.8(19.4)9.343.943.913.1(16.3)59.0(73.2)94.5(80.3)94.5(80.3)23.2(19.7)20.1(17.1)35.623.2(19.7)7.535.635.613.0(16.3)59.0(73.2)94.5(80.3)94.5(80.3)23.2(19.7)20.1(17.1)35.623.2(19.7)7.535.635.613.0(16.3)59.0(73.2)94.5(80.3)94.5(80.3)23.2(19.7)20.1(17.1)35.623.2(19.7)35.635.67.513.0(16.3)59.0(73.2)94.5(80.3)94.5(80.3)23.2(19.7)20.1(17.1)35.623.2(19.7)7.535.635.613.0(16.3)59.0(73.2)94.6(80.4)94.6(80.4)38.023.1(19.6)23.1(19.6)20.1(17.1)7.033.533.513.0(16.3)59.0(73.2)93.6(79.6)93.6(79.6)24.3(20.7)24.3(20.7)19.3(16.4)18.810.650.750.712.8(16.1)59.8(73.8)5.913.1(16.3)35.620.1(17.1)7.513.0(16.3)7.535.620.1(17.1)7.513.0(16.3)7.535.620.1(17.1)7.513.0(16.3)7.535.620.1(17.1)7.513.0(16.3)7.538.020.1(17.1)7.013.0(16.3)7.018.819.3(16.4)10.612.8(16.1)3.82.812.512.52.8ABCD

图4.5 活载作用弯矩图（KN·M）

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60.119.551.957.520.237.021.760.151.9581.819..520.121.321.060.151.95162.939.75.020.123.721.160.151.95244.159.85.020.123.721.160.151.95325.379.95.020.123.721.160.151.906.5100.04.820.123.021.160.151.987.7120.15.919.829.621.160.151.95568.9140.221.41.25.9650.4170.0AB剪 力 图（KN）图4.6 活载作用内力图

C轴 力 图（KN）D

4。3 风荷载作用下的内力计算

风荷载内力计算可采用D值法，其过程和结果见表4。3,风荷载作用下弯矩图见图4。7,剪力图4.8，轴力图见图4.9。

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表4。3 风荷载内力计算

14.98KNα=0.139 D=428 α=0.139 D=428 α=0.077 ∑D=120032α=0.077 ∑D=120032y0=0.11 V8=14.98KN y0=0.11 V8=14.98KN D=11088 y0=-0.22D=11088 y0=-0.22y1=y2=y3=0 VC=6.66KNy1=y2=y3=0 VC=6.66KNV8=14.98KN y1=y2=y3=0V8=14.98KN y1=y2=y3=0M上=17.78KN.M M上=17.78KN.M VD=D*V8/∑D=1.38KNVD=D*V8/∑D=1.38KN28.78KNM上=5.05KN.M M下=-0.91KN.M M下=2.20KN.M M下=2.20KN.M M上=5.05KN.M M下=-0.91KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.07 V7=43.76KN y0=0.26 V7=43.76KN y0=0.26 V7=43.76KN y0=0.07 V7=43.76KN y1=y2=y3=0 VD=4.04KNy1=y2=y3=0 VC=17.84KNy1=y2=y3=0 VC=17.84KNy1=y2=y3=0 VD=4.04KNM上=11.27KN.M M上=39.6KN.M M上=39.6KN.M M上=11.27KN.M 26.44KNM下=0.85KN.M M下=13.92KN.M M下=13.92KN.M M下=0.85KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.18 V6=70.2KN y0=0.31 V6=70.2KN y0=0.31 V6=70.2KN y0=0.18 V6=70.2KN y1=y2=y3=0 VD=6.48KNy1=y2=y3=0 VC=28.62KNy1=y2=y3=0 VC=28.62KNy1=y2=y3=0 VD=6.48KNM上=15.94KN.M M上=59.24KN.M M上=59.24KN.M M上=15.94KN.M 24.1KNM下=3.50KN.M M下=26.62KN.M M下=26.62KN.M M下=3.50KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.36 V5=94.3KN y0=0.36 V5=94.3KN y0=0.27 V5=94.3KN y0=0.27 V5=94.3KN y1=y2=y3=0 VC=38.44KNy1=y2=y3=0 VC=38.44KNy1=y2=y3=0 VD=8.71KNy1=y2=y3=0 VD=8.71KNM上=73.80KN.M M上=73.80KN.M M上=19.07KN.M M上=19.07KN.M 22.0KNM下=7.06KN.M M下=41.52KN.M M下=41.52KN.M M下=7.06KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.38 V4=116.3KN y0=0.41 V4=116.3KN y0=0.41 V4=116.3KN y0=0.38 V4=116.3KN y1=y2=y3=0 VD=10.74KNy1=y2=y3=0 VC=47.41KNy1=y2=y3=0 VC=47.41KNy1=y2=y3=0 VD=10.74KNM上=19.98KN.M M上=83.92KN.M M上=83.92KN.M M上=19.98KN.M 20.36KNM下=12.24KN.M M下=58.31KN.M M下=58.31KN.M M下=12.24KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.47 V3=136.96KN y0=0.45 V3=136.96KN y0=0.45 V3=136.96KN y0=0.47 V3=136.96KN y1=y2=y3=0 VC=55.83KNy1=y2=y3=0 VC=55.83KNy1=y2=y3=0 VD=12.65KNy1=y2=y3=0 VD=12.65KNM上=92.12KN.M M上=92.12KN.M M上=20.11KN.M M上=20.11KN.M 19.19KNM下=17.84KN.M M下=75.37KN.M M下=75.37KN.M M下=17.84KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.65 V2=156.15KN y0=0.55 V2=156.15KN y0=0.55 V2=156.15KN y0=0.65 V2=156.15KN y1=y2=y3=0 VC=63.65KNy1=y2=y3=0 VC=63.65KNy1=y2=y3=0 VD=14.42KNy1=y2=y3=0 VD=14.42KNM上=85.93KN.M M上=85.93KN.M M上=15.14KN.M M上=15.14KN.M 18.91KNM下=28.12KN.M M下=105.02KN.M M下=105.02KN.M M下=28.12KN.M α=0.416 D=26550 α=0.416 D=26550 α=0.346 ∑D=71192α=0.346 ∑D=71192y0=0.71 V1=175.06KN y0=0.71 V1=175.06KN D=9046 y0=0.86D=9046 y0=0.86y1=y2=y3=0 VC=65.29KNy1=y2=y3=0 VC=65.29KNV1=175.06KN y1=y2=y3=0V1=175.06KN y1=y2=y3=0M上=100.35KN.M M上=100.35KN.M VD=D*V1/∑D=22.25KNVD=D*V1/∑D=22.25KNM下=245.69KN.M M下=245.69KN.M M上=16.51KN.M M上=16.51KN.M M下=101.42KN.M M下=101.42KN.M ABCD

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5.055.0513.9817.783.8032.8539.62.208.9557.5059.2413.9215.6678.9373.8026.6221.4973.803.8017.7813.988.952.2032.855.055.0511.2710.360.9139.611.270.9110.3615.9416.790.8515.6659.2413.9257.5021.4926.6278.9326.8441.5215.940.8516.7919.0722.573.5019.073.5022.5719.9827.047.0698.6083.9241.5226.84118.2492.1258.3132.19126.7885.9375.3734.52161.42100.35105.0243.9583.9219.98.6032.1992.1258.31118.2434.5275.377.0627.0420.1132.3512.2420.1112.2432.3515.1432.9817.8485.9315.14126.7843.95100.35105.02161.4217.8432.9816.5144.6328.1216.5128.1244.63101.42245.69245.69101.42ABCD

图4.7 风载作用弯矩图（KN·M)

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1.403.731.401.383.076.668.766.661.383.074.045.1517.8415.3317.845.1.046.486.9928.6221.0528.626.996.488.718.5538.4426.2938.448.558.7110.7410.2447.4131.5347.4110.2410.7412.6510.7155.8333.8155.8310.7112.6514.4214.0663.63.0563.6514.0614.4222.2565.2965.2922.25ABC图4。8 风载作用剪力图(KN)

D

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1.402.332.331.404.479.429.424.479.6219.719.79.6216.6133.7633.7616.6125.1651.551.525.1635.4072.7972.7935.4046.1195.95.46.1160.17124.88124.8860.17ABCD

图4。9 风载作用轴力图(KN)

4。4 水平地震作用下的内力计算

水平地震作用内力计算可采用D值法，其过程和结果见表4。4, 水平地震作用下弯矩图见图4.10，剪力图见图4.11，轴力图见图4。12。

4.5 重力荷载代表值作用下的内力计算

前述，重力荷载代表值为恒载和活载组合值，属于竖向荷载作用，计算内力同样采用弯矩二次分配法,由于恒载和活载标准值作用下内力也已经求出,故在此不再重复计算，具体数据见内力组合表.

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表4.4 水平地震作用内力计算

100KN43KN37KN32KN26KN21KN15KN10KNα=0.139 D=428 α=0.077 ∑D=120032α=0.139 D=428 α=0.077 ∑D=120032y0=0.16 V8=100KN y0=0.16 V8=100KN D=11088 y0=-0.03D=11088 y0=-0.03y1=y2=y3=0 VC=40.76KNy1=y2=y3=0 VC=40.76KNV8=100KN y1=y2=y3=0V8=100KN y1=y2=y3=0M上=102.72KN.M M上=102.72KN.M VD=D*V8/∑D=9.24KNVD=D*V8/∑D=9.24KNM下=19.56KN.M M下=19.56KN.M M上=28.55KN.M M下=-0.83KN.M M上=28.55KN.M M下=-0.83KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.13 V7=143KN y0=0.31 V7=143KN y0=0.31 V7=143KN y0=0.13 V7=143KN y1=y2=y3=0 VD=13.21KNy1=y2=y3=0 VC=58.29KNy1=y2=y3=0 VC=58.29KNy1=y2=y3=0 VD=13.21KNM上=34.48KN.M M上=34.48KN.M M上=120.66KN.M M上=120.66KN.M M下=5.15KN.M M下=5.15KN.M M下=.21KN.M M下=.21KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.18 V6=170KN y0=0.36 V6=170KN y0=0.36 V6=170KN y0=0.18 V6=170KN y1=y2=y3=0 VD=15.70KNy1=y2=y3=0 VC=69.3KNy1=y2=y3=0 VC=69.3KNy1=y2=y3=0 VD=15.70KNM上=38.62KN.M M上=38.62KN.M M上=133.06KN.M M上=133.06KN.M M下=8.48KN.M M下=8.48KN.M M下=74.84KN.M M下=74.84KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.41 V5=212KN y0=0.41 V5=212KN y0=0.33 V5=212KN y0=0.33 V5=212KN y1=y2=y3=0 VC=86.42KNy1=y2=y3=0 VC=86.42KNy1=y2=y3=0 VD=19.58KNy1=y2=y3=0 VD=19.58KNM上=152.96KN.M M上=152.96KN.M M上=39.36KN.M M上=39.36KN.M M下=106.3KN.M M下=106.3KN.M M下=19.38KN.M M下=19.38KN.M α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 y0=0.43 V4=238KN y0=0.45 V4=238KN y0=0.45 V4=238KN y0=0.43 V4=238KN y1=y2=y3=0 VD=21.99KNy1=y2=y3=0 VC=97.01KNy1=y2=y3=0 VC=97.01KNy1=y2=y3=0 VD=21.99KNM上=37.60KN.M M上=37.60KN.M M上=160.07KN.M M上=160.07KN.M M下=28.37KN.M M下=28.37KN.M M下=130.96KN.M M下=130.96KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.5 V3=249KN y0=0.5 V3=249KN y0=0.53 V3=249KN y0=0.53 V3=249KN y1=y2=y3=0 VC=101.5KNy1=y2=y3=0 VC=101.5KNy1=y2=y3=0 VD=23.0KNy1=y2=y3=0 VD=23.0KNM上=152.25KN.M M上=152.25KN.M M上=32.43KN.M M上=32.43KN.M M下=152.25KN.M M下=152.25KN.M M下=36.57KN.M M下=36.57KN.M α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 α=0.139 D=428 α=0.077 D=11088 y0=0.59 V2=274KN y0=0.59 V2=274KN y0=0.72 V2=274KN y0=0.72 V2=274KN y1=y2=y3=0 VC=111.69KNy1=y2=y3=0 VD=25.31KNy1=y2=y3=0 VD=25.31KNy1=y2=y3=0 VC=111.69KNM上=137.38KN.M M上=137.38KN.M M上=21.26KN.M M上=21.26KN.M M下=197.69KN.M M下=197.69KN.M M下=.67KN.M M下=.67KN.M α=0.416 D=26550 α=0.416 D=26550 α=0.346 ∑D=71192α=0.346 ∑D=71192y0=0.71 V1=284KN y0=0.71 V1=284KN D=9046 y0=0.91D=9046 y0=0.91y1=y2=y3=0 VC=105.91KNy1=y2=y3=0 VC=105.91KNV1=284KN y1=y2=y3=0V1=284KN y1=y2=y3=0M上=162.78KN.M M上=162.78KN.M VD=D*V1/∑D=36.09KNVD=D*V1/∑D=36.09KNM下=398.KN.M M下=398.KN.M M上=17.21KN.M M上=17.21KN.M M下=174.06KN.M M下=174.06KN.M AB- 37 –

CD

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28.5528.5580.74102.7221.98110.21120.6619.5630.00147.19133.06.2140.08179.05152.9674.8448.75209.37160.07106.3057.00222.60152.25130.9660.61227.65137.38152.2561.98283.33162.78197.6977.14152.25160.0721.98102.7280.7430.00120.6619.56110.2140.08133.06.21147.1948.75152.9674.84179.0557.00106.30209.3760.61130.96222.6028.5528.5534.4833.650.8334.480.8333.6538.6243.775.1538.625.13.7739.37.848.4839.368.4847.8437.6056.9819.3837.6019.3856.9832.4360.8028.3732.4328.3760.8021.2657.8336.5761.98137.38152.25227.6577.14162.78197.69283.3321.2636.5757.8317.2171.88.6717.21.6771.88174.06398.398.174.06ABCD

图4。10 水平地震作用弯矩图（KN·M）

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8.0221.538.029.2410.1040.7629.3940.769.2410.1013.2113.3158.2939.2558.2913.3113.2115.7015.3369.3047.7569.3015.3315.7019.5818.0986.4255.8086.4218.0919.5821.9919.2797.0159.3697.0119.2721.9923.0019.02101.5060.71101.5019.0223.0025.3123.65111.6975.55111.6923.6525.3136.09105.91105.9136.09ABCD

图4。11 水平地震作用剪力图(KN）

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8.0213.5113.518.0218.1232.8032.8018.1231.4358.7458.7431.4346.7691.1691.16.76.85128.87128.87.8584.12168.96168.9684.12103.14210.65210.65103.14126.79262.55262.55126.79ABCD

图4.12 水平地震作用轴力图（KN）

5 内力组合

多种荷载作用在结构上必须考虑荷载组合,依据不同荷载内力计算结果，取控制截面进行内力组合,梁控制截面选取左、右支座和跨中截面,柱取上、下截面。一般列表进行(组合过程详见表5.1和表5。2）

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按<高层建筑混凝土结构技术规程〉(JGJ-2002)规定，需有无地震及有震两种组合，次工程考虑如下：

无震组合： ①S=1.35恒+0.7×1.4活； (以恒载为主) ②S=1。2恒+1。4(活+0。6×风)； (以活载为主) ③S=1.2恒+1。4(0.7×活+风）； （以活载为主)

表5.1 梁内力组合表

① ② SQK ③ SWK ④ SGE 1.35①+ 1。2①+ 1。2①+1。4 1。2④+ 1.4＊ 1.4(②+ （0.7*②+ 1。3⑤ SEHK 0。7② 0。6*③） ③） ∓29 —。3 —91.8 109.5 121.3 —121 —426 326 219.8 —101 109。9 77.18 -111 —114 —473 349。4 218 —105 111。2 —118 -116 —492 3.9 217.8 -110 112.7 77.66 -123 —118 -510 359。7 217.8 - 79。46 78。62 ±22 ∓8 120 -122 —419 202。7 -93.2 -88。12 —112.2 102。07 72.278 103.13 66。 ⑤ 层梁截内跨面力 左 SGK M —55 —15.6 ∓5。1 -63 - 55。5 84 -85 V 67。5 19。5 ±1。4 77.3 ±8。02 110.2 M 73。2 21。6 ±3.8 V V M -74 —21.7 ∓1.4 199 M -253 -78.9 75 AB 中 M 47。9 15。1 八 右 114。33 129。37 -112。5 —112。7 -400.5 302.8 -99.26 70.334 —107 -455.9 302.73 —121.9 .14 —107。8 梁BC 端∓14 —292 ∓81 0 133 -65 0 ∓34 60.1 ±3.73 229 ±21.5 327。4 中 M 95。7 左 188。34 159。84 103。17 104。33 -107。4 -126。5 —457。5 -524.1 329。04 332。15 187。3 105.63 70.814 —118.3 —490.5 338。24 187。06 —115.4 108.2 70。814 -112。9 346.25 159。48 108.08 .62 —141 -570.8 344.97 159.24 -139.5 110.71 。62 -115 356.02 —107。3 -134.2 -57 —17.3 ∓10 V 65.9 20.2 ±3.07 76 ±10.1 108.8 - 53.5 —73 ∓3.1 —79 — 77。13 ∓30 ∓10 -104 -113 —453 349 201.7 -92。2 M —63 -19.4 ∓9 V V M -68 -21 AB 中 M 45.3 16。3 七 右 梁BC 端M -277 —80。7 ∓33 —317 ∓110 215 60。1 ±8。76 245 ±29.4 0 133 - 0 ∓44 -56 —17.1 ∓17 中 M 96.3 73.2 左 V 65。6 20。1 ±5.15 75。7 ±13.3 108.3 — 53.9 -74 M — —19。7 ∓16 V V M M -276 -80.3 215 ∓58 0 ∓23 - ∓7 ∓40 ∓13 —106 —113 —451 349 201.5 —92.2 AB 中 M 45。7 16。3 六 右 - 77。67 77。66 -69 -21.1 ∓5。2 -79 -110。3 -112。4 梁BC 端-316 ∓147 133 - 53.9 -74 -79 0 ∓48 60.1 ±15.3 245 ±39.3 中 M 96。1 73.2 左 -56 -17.1 V 65。6 20。1 ±6。99 75。7 ±15。3 108。3 - 77.67 ∓49 ∓15 -106 —113 -451 201。5 M - —19.7 ∓21 AB 中 M 45.7 16.3 五 右 V —69 -21.1 V 215 -126。4 —152。2 —520.5 -612。3 187。06 159。24 梁BC 端M -276 —80。3 ∓79 —316 ∓179 — 133 — 60.1 ±21。1 245 ±47。8 349 中 M 96.1 73。2 - 41 –

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续表5.1 梁内力组合表 ① ② SQK ③ SWK ④ SGE - ⑤ 1。35①+ 1。2①+ 1.2①+1.4 1。2④+ 1.4* 1.4（②+ （0。7*②+ 1.3⑤ SEHK 0.7② 0.6＊③） ③） ∓57 —92.2 -114 114 77.66 —127 —119 —527 3。1 217.8 -118 115.5 —132 —121 -3 368。5 217.8 —120 116 77。78 -133 -121 -551 370。4 -125 117.2 76。66 —147 —125 —575 378.2 220.2 —121。7 -151.4 110.39 70。814 —133。9 114.3 。62 —163 层梁截内跨面力 左 SGK M —56 —17.1 ∓27 V 65。6 20.1 ±8。55 75。7 ±18.1 108。3 — 53.9 -74 — 77。67 ∓57 ∓18 —106 —113 -451 349 201。5 M - —19。7 ∓27 AB 中 M 45。7 16.3 四 右 V —69 —21.1 ∓8。6 —79 M —276 -80。3 ∓99 V 215 0 -115。1 -118。6 -8。1 —651。7 353.58 187.06 112.75 70。814 366。48 159。24 115。83 。62 梁BC 端-316 ∓209 133 - 0 60.1 ±26.3 245 ±55.8 中 M 96。1 73.2 左 M —56 —17.1 ∓32 ∓61 —92。2 -129。1 —156.4 V 65。6 20.1 ±10.2 75.7 ±19.3 108.3 — 53。9 AB 中 M 45。7 16。3 三 右 M - -19.7 — 77。67 77。66 -106 -113 -451 201.5 -93 108.4 77.8 梁BC 端∓32 -74 ∓61 V —69 —21.1 ∓10 -79 ∓19 M -276 —80。3 ∓118 -316 ∓223 V 215 0 133 —65 —74 0 —141。4 -167.7 -117。5 —120。2 —575。6 —668.9 360.92 187。06 113.53 70.934 -118 -588 3。11 187.06 371.11 159.24 115。63 。74 -119。7 —675。9 372.86 159。24 60.1 ±31.5 245 ±59。4 349 中 M 96。1 73.2 左 M —56 -17。6 ∓33 - ∓58 - —130.7 —153.1 V 65.7 20。1 ±10。7 75.8 ±19 M — —19.6 ∓35 AB 中 M 45。8 16。3 二 右 梁BC 端∓62 —105 V —69 —21.1 ∓11 -79 ∓19 —113 M —276 -80。4 ∓127 —317 ∓228 —452 V 215 60。1 ±33.8 245 ±60。7 349 0 133 0 —144.1 —168.9 中 M 96。1 73。2 左 201。5 217。8 M — —16。4 ∓45 —62 ∓72 -。2 V .7 19.8 ±14。1 74。6 ±23。7 106。7 — 53。2 —78 - 76.66 -111 -115 -447 203.8 —143。6 —168.3 116。73 120。27 69。8 -162.5 -632。3 377.05 1.2 63。78 —193.3 -744.4 392。16 161。16 AB 中 M 45。1 16。1 一 右 M 梁BC 端∓77 V -70 -21。4 ∓14 —80 ∓24 M -274 -79。6 ∓161 —313 ∓283 V 215 0 134 0 -67 —20.7 ∓44 —124。2 —127。1 60.1 ±43.1 245 ±75。6 349 中 M 97。4 73。8 有震组合： S=1.2×重力荷载代表值+1。3×水平地震作用

值得注意的是，一般情况下梁端部下截面正弯矩在跨中钢筋不弯起、不截断时，跨中配筋可满足抵抗端部正弯矩。对于水平荷载较大情况下，端部正弯矩可能于跨中正弯矩，此时尚需考虑梁端下截面正弯矩组合，其组合表达式为：S=1.3MEK-1.0MGE。

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表5。2 柱内力组合表 ① ② ③ ④ ⑤ 1.35*①+1.4*0。7*② 1。2＊①+1。4*(②+0.6＊③） 1。2*①+1.4＊（0。7*②+③） 1.2*④+1.3*⑤ 截内层柱位面力SGK SQK SWK SGE SEHK ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN M 36。5 13.3 ±5.1 43.2 ±28。6 62。3 62.3 49.3 66。7 66.7 39。6 63。9 63.9 36.7 88。9 88.9 14.7 上 N 219.7 48。8 ±1。4 244。1 ±8.0 344.4 344.4 296。5 333.1 333。1 262.4 313。4 313.4 261.6 303.3 303.3 282。5 V -20.2 —7。5 ∓1.4 —24.0 ∓9.2 -34。6 —34.6 -27。3 —35。9 —35。9 —23。1 —33.5 -33。5 —22.3 -40.8 -40。8 -16.7 A M —24.0 -9。3 ∓0。9 —28。6 ∓0.8 —41.4 -41.4 -32.3 -42.5 —42。5 -28.0 -39.1 —39.1 -27.5 —35。4 -35。4 -33.2 下 N 256.0 48。8 ±1.4 280。4 ±8.0 393。4 393.4 345.5 376.7 376。7 306.0 357。0 357.0 305.2 346.9 346。9 326。0 V -20。2 -7.5 ∓1。4 —24.0 ∓9。2 —34.6 —34。6 —27。3 —35.9 —35。9 -23。1 —33.5 —33。5 —22.3 —40.8 —40.8 —16。7 八 M 211。4 67。2 ±17。8 245。0 ±102。7 351。2 351。2 285.4 362。7 362。7 238.7 344。4 344.4 228.8 427。5 427。5 160。5 上 N 459。1 129.5 ±2。3 523.8 ±13。5 746.6 746.6 619。7 734。1 734.1 8。9 681。0 681。0 7.6 6.1 6。1 611。0 V -119。5 —37。0 ∓6。7 -138。0 ∓40。8 -197.6 —197.6 —161.3 -200.8 —200。8 -137.8 —1.0 -1。0 —134.1 -218.6 —218.6 —112。6 B M -147。2 —43。9 ∓2。2 -169.2 ∓19.6 -241.7 -241.7 -198。7 -239。9 —239.9 —174.8 -222.7 -222。7 —173。6 -228。4 -228.4 -177.6 下 N 515。3 129。5 ±2.3 580.0 ±13。5 822。5 822.5 695.7 801.6 801.6 616。4 748.5 748。5 615。1 713.6 713.6 678。5 V -119。5 -37.0 ∓6.7 -138.0 ∓40.8 —197。6 -197。6 -161.3 -200.8 —200。8 —137.8 —1。0 —1.0 -134。1 -218。6 —218。6 —112。6 M 13。2 5.9 ±11。3 16.2 ±34。5 23。6 23.6 17.8 33.6 33。6 6。4 37。4 37。4 0。1 .2 .2 —25.4 上 N 4.4 98.4 ±4。5 538.6 ±18。1 757。1 757.1 660.7 728.8 728.8 583。5 690。0 690.0 581.0 669.9 669.9 622。8 V -10。5 —4.5 ∓4.0 —12。8 ∓13。2 —18。6 -18.6 -14。2 —22。3 —22。3 —9。2 —22。7 -22。7 —6.9 -32.5 -32.5 1.9 A M -18.2 -7。5 ∓0。9 -22。0 ∓5.2 -31。9 -31。9 -24。6 —33。1 -33.1 —21。1 —30。4 —30.4 -20.7 -33.0 —33.0 —19。6 下 N 525。4 98.4 ±4。5 574。6 ±18.1 805。7 805.7 709.3 772。0 772.0 626.7 733.2 733.2 624。2 713.1 713.1 666。0 V -10。5 -4。5 ∓4.0 —12.8 ∓13。2 -18。6 —18。6 —14.2 —22。3 —22.3 —9.2 —22。7 -22.7 -6.9 -32.5 —32。5 1。9 七 M 104。3 28.2 ±39。6 118。4 ±120.7 168。4 168.4 140。8 197。9 197。9 91。9 208.2 208.2 69.7 298.9 298。9 —14。8 ±32。8 19.4 19。4 1296.3 1521。7 1521。7 1144.4 1418.5 1418。5 1139。1 1349.8 1349.8 12。6 上 N 960。2 258.2 ±9。4 10。3 V -76。3 —21。3 —103。0 -136.4 —136。4 —76。6 -137。4 -137。4 -66.6 -180.1 —180.1 -28。6 ∓17。8 -87.0 ∓58。3 -123.9 —123.9 B M -124。7 —35.6 ∓13.9 —142.5 ∓。2 —203。2 —203。2 -168。3 -211。2 —211.2 -137.9 —204.0 —204.0 -130.2 —241。5 -241.5 -100。5 下 N 1016.5 258.2 ±9.4 1145.6 ±32。8 1625。3 1625。3 1372。2 15.2 15。2 1211。9 1486.0 1486。0 1206。6 1417.3 1417.3 1332。1 V -76。3 -21。3 ∓17.8 -87.0 ∓58。3 -123。9 —123.9 —103。0 -136。4 —136.4 -76.6 -137.4 —137。4 —66.6 -180。1 -180。1 -28。6 - 43 –

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层柱截内位面力 A M 上 N V M 下 N V M 上 N V M 下 N V M 上 N V M 下 N V M 上 N V

续表5.2 柱内力组合表 ① ② ③ ④ ⑤ 1。35*①+1.4*0。7＊② 1。2*①+1.4*(②+0。6*③） 1。2＊①+1。4*(0.7＊②+③) 1。2＊④+1。3*⑤ SGK SQK SWK SGE SEHK ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN 18.2 7。5 ±15.9 22。0 ±38。6 31.9 31.9 24。6 45.7 45.7 8.5 51.5 51。5 —0.5 76.5 76。5 -23。9 758.9 147.8 ±9.6 832.8 ±31.4 1169。3 1169。3 1024.5 1125.6 1125.6 902.6 1069。0 1069.0 7。2 1040。2 1040.2 958.5 -12。1 —5.0 ∓0.5 —14。6 ∓15.7 -21.2 -21.2 —16。3 -21.9 —21.9 -14。1 —20.1 —20.1 -13.8 —37.9 —37.9 2。9 六 B —18。2 —7。5 ∓3。5 —22.0 ∓8.5 —31。9 -31。9 —24。6 —35.3 -35。3 —18。9 -34.1 -34.1 —16.9 —37.4 -37。4 -15.3 794.9 147。8 ±9。6 868.8 ±31。4 1217.9 1217.9 1073。1 1168.8 1168。8 945。8 1112。2 1112。2 940。4 1083.4 1083.4 1001。7 -12。1 —5.0 ∓0。5 —14。6 ∓15.7 -21.2 —21。2 -16。3 —21.9 -21.9 —14。1 -20。1 —20。1 -13.8 -37。9 -37。9 2。9 124.7 35。6 ±57.2 142。5 ±133。1 203。2 203。2 168.3 247.6 247。6 101。6 2.7 2。7 69.5 344.0 344。0 -2。0 1461.7 387。1 ±19。7 1655.3 ±58.7 2352。6 2352。6 1973.3 2312。5 2312。5 1737。5 2161.0 2161.0 1726.5 2062.7 2062。7 1909.9 -83。1 —23。7 ∓28.6 —95.0 ∓69。3 -135.4 —135。4 —112。2 -156.9 —156。9 -75.7 —163。0 —163。0 —59。7 —204。0 —204。0 —23.9 -124。7 -35。6 ∓26。6 -142.5 ∓74。8 -203。2 -203。2 -168.3 —221。8 -221。8 —127。3 -221.8 1518。0 387.1 ±19.7 1711.5 ±58.7 2428。6 2428.6 2049。2 2380.0 2380.0 1805.0 2228。5 —83.1 —23.7 ∓28。6 -95.0 ∓69.3 —135。4 -135。4 -112。2 —156.9 -156.9 —75.7 -163.0 18。2 7.5 ±19.1 22.0 ±39.4 31.9 31。9 24.6 48。4 48.4 5.8 55。9 1028。3 197.2 ±16。6 1127。0 ±46.8 1581.5 1581。5 1388.3 1524.1 1524.1 1220。1 1450。5 —12.1 -5。0 ∓8.7 -14.6 ∓19.6 —21。2 -21。2 —16.3 —28.8 —28。8 -7.2 -31。6 -18.2 —7.5 ∓7.1 -22.0 ∓19.4 -31。9 -31。9 -24。6 10.3 197.2 ±16.6 1163.0 ±46。8 1630。1 1630.1 1436。9 —12.1 -5。0 ∓8。7 -14.6 ∓19。6 —21。2 -21.2 —16。3 124.7 35。6 ±73。8 142.5 ±153。0 203。2 203。2 168。3 1963。2 515。9 ±33。8 2221。2 ±91.7 3155。9 3155。9 2650。3 —83。1 -23。7 ∓38.4 —95.0 ∓86。4 —135。4 -135.4 —112.2 -38.3 1567。3 —28.8 261。5 3106。5 -165。2 —38.3 —15。9 1567。3 1263.3 —28。8 —7.2 261。5 87.6 3106。5 2327。5 -165。2 -67.4 —39.1 1493.7 —31.6 287。8 2908.7 —176.8 A -221.8 -112。4 —268。3 -268。3 —73。7 2228.5 1794.0 2130。2 2130.2 1977。4 -163。0 -59.7 -204.0 —204.0 -23.9 55.9 —4。9 77.5 77.5 —24。8 1450.5 1210.8 1413。1 1413.1 1291。6 -31。6 —2。3 -43。0 —43.0 7.9 五 B —39.1 —12.0 —51。5 -51。5 —1.1 1493。7 12。0 1456.3 1456。3 1334.8 -31。6 —2.3 -43。0 -43。0 7。9 287。8 46。3 369。8 369。8 -27.8 2908.7 2308。6 2784。6 2784。6 26.2 —176。8 —45。9 —226。3 -226。3 —1.6 M —124。7 -35。6 ∓41。5 -142.5 ∓106。3 —203。2 -203.2 —168.3 —234.4 -234。4 —114.8 —242.7 -242.7 —91.5 -309。2 -309。2 —32.8 下 N 2019。4 515。9 ±33.8 2277.4 ±91.2 3231.9 3231。9 2726。2 3174。0 3174.0 2395。0 2976。2 2976。2 2376.1 2851。4 2851.4 2614。4 V -81。3 -23。7 ∓33。8 -93。2 ∓86。4 -133.0 -133。0 -109。8 —159.2 —159.2 —69。1 —168。2 —168。2 —50.2 —224.1 -224.1 0。6 - 44 –

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层柱截内位面力 A M 上 N V M 下 N V M 上 N V M 下 N V M 上 N V M 下 N V M 上 N V 续表5。2 柱内力组合表 ① ② ③ ④ ⑤ 1。35*①+1.4＊0.7＊② 1。2＊①+1.4*(②+0.6*③） 1。2＊①+1。4＊（0.7＊②+③） 1。2＊④+1。3＊⑤ SGK SQK SWK SGE SEHK ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN 18.2 7.5 ±20.0 22。0 ±37.6 31.9 31.9 24。6 49.1 49.1 5.1 57.2 57.2 -6。1 75.2 75.2 -22.5 1297。8 246。7 ±25.2 1421。1 ±.9 1993。7 1993.7 1752.0 1923。8 1923。8 1536.2 1834.3 1834。3 1522。1 17.7 17.7 1621。0 —12。1 —5。0 ∓10.7 -14.6 ∓22.0 -21。2 —21.2 -16。3 —30。5 —30.5 —5.5 —34。5 -34。5 0.5 -46.1 —46。1 11。1 -18.2 -7。5 ∓12。2 -22.0 ∓28。4 -31.9 —31.9 -24.6 1333。8 246。7 ±25。2 1457。1 ±.9 2042.3 2042.3 1800.6 —12.1 -5。0 ∓10.7 —14。6 ∓22。0 —21。2 —21。2 —16。3 124.7 35.6 ±83.9 142.5 ±160.1 203。2 203。2 168.3 24.7 4。8 ±51.5 2787。1 ±128。9 3959。2 3959.2 3327.3 -83。1 —23。7 -135。4 —112.2 ∓47。4 —95。0 ∓97.0 —135。4 —42。6 1967.0 —30.5 270。0 3903。6 —172.7 —42.6 —11。6 1967.0 1579。4 —30.5 —5.5 270。0 79.1 3903。6 2914。3 -172。7 -59.9 -46.3 1877。5 —34.5 302.0 3661.6 -1。3 四 B -46。3 —4.7 -63。2 -63.2 10。5 1877.5 1565.3 1832.9 1832.9 16。2 -34.5 0。5 -46.1 -46。1 11.1 302.0 32.2 379.1 379.1 —37。1 3661.6 2885.5 3512。0 3512。0 3177。0 —1.3 —33。3 —240。1 -240。1 12。2 A -124.7 -35.6 ∓58。3 -142.5 ∓131.0 —203。2 —203.2 -168。3 —248。5 -248。5 —100。7 —266.2 2520.9 4.8 ±35.4 2843。3 ±128.9 4035。1 4035。1 3403.2 3957.6 3957。6 2995.4 3706.6 -83.1 -23。7 ∓47.4 —95。0 ∓97.0 -135.4 —135.4 -112。2 —172。7 -172。7 -59。9 —1.3 18。2 7.5 ±20.1 22。0 ±32.4 31.9 31。9 24。6 49.2 49。2 4.9 57.3 1567。3 296.1 ±35。4 1715。3 ±84.1 2406.0 2406。0 2115.8 2325。0 2325.0 1851.0 2220。4 —11。8 —4.8 ∓12.7 -14。2 ∓23。0 -20。6 —20。6 -15。9 -31。5 -31.5 —3.5 -36。6 -17。1 —7。0 ∓17。8 -20.6 ∓36.6 -29.9 -29。9 -23.1 —45.3 —45.3 -5。5 1603。3 296.1 ±35.4 1751.3 ±84。1 24。6 24。6 21。4 2368。2 2368。2 14.2 -11。8 —4。8 ∓12.7 -14.2 ∓23。0 —20。6 -20。6 —15。9 —31。5 —31。5 -3。5 124.7 35.6 ±92.1 142.5 ±152.3 203。2 203.2 168.3 276.9 276。9 72。3 2966。2 773.7 ±72。8 3353.0 ±169。0 4762.5 4762。5 4004.3 4703。6 4703.6 3498.2 -80.6 -23.0 ∓55.8 -92.1 ∓101。5 —131。4 —131。4 -108.8 —175。8 -175。8 -49.8 -52。4 2263。6 —36。6 313。5 4419。5 —197.4 —266。2 —68。0 -341。2 -341.2 —0。8 3706.6 2975.5 3579.5 3579。5 3244.5 —1.3 -33。3 -240.1 -240。1 12.2 57.3 -6.3 68。5 68.5 -15。8 2220。4 1831.2 2167。7 2167.7 1949。0 —36。6 3。6 —46。9 -46。9 12.9 三 B —52。4 4。5 -72.3 -72。3 22.8 2263.6 1874.4 2210.9 2210.9 1992.2 —36.6 3.6 —46。9 —46.9 12.9 313。5 20。7 368.9 368。9 —26.9 4419。5 3457.5 4243.2 4243。2 3803.9 -197.4 —18.6 -242.5 -242.5 21。4 M —117.2 —33.5 ∓75。4 —134。0 —191。1 -191.1 —158。2 -250.9 —250。9 -77。3 —279。0 -279。0 -35。1 —358。7 —358.7 37.2 ∓152.3 下 N 3022。4 773。7 ±72.8 3409.2 ±169.0 4838。4 4838.4 4080.2 4771.1 4771。1 3565。7 4487.0 4487。0 3525.0 4310.7 4310.7 3871。4 V -80。6 —23.0 ∓55。8 -92.1 ∓101.5 -131。4 -131.4 —108。8 -175。8 -175.8 -49.8 -197。4 —197.4 —18。6 —242.5 —242.5 21.4

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层柱截内位面力 续表5.2 柱内力组合表 ① ② ③ ④ ⑤ 1.35＊①+1.4＊0.7*② 1.2＊①+1。4*（②+0。6＊③） SGK SQK SWK SGE SEHK ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN 19。5 7。0 ±15。1 23。0 ±21。3 33.2 33.2 26。3 45。9 45。9 10。7 1836。8 345。5 ±46.1 2009.6 ±103.1 2818.3 2818。3 2479。7 2726.6 2726.6 2165.5 —15。0 -5。9 ∓14。4 —18。0 ∓25。3 -26。0 —26。0 —20。3 -38.4 —38.4 —5。9 —25。4 -10.6 ∓28。1 -30.7 ∓.1 -44.7 -44。7 -34.3 1872.8 345。5 ±46.1 2045。6 ±103.1 2866。9 2866.9 2528。3 -15.0 -5。9 ∓14。4 —18。0 ∓25。3 -26。0 -26.0 -20。3 132。9 38。0 ±85.9 151.9 ±137。4 216.7 216.7 179.4 3467.5 902.5 ±95。9 3918。8 ±210。7 5565.6 5565.6 4681.2 -103。4 —29。6 —168。6 -168。6 -139。6 ∓63。7 -118。2 ∓111。7 —68.9 2769。8 -38。4 284。9 5505。1 —219.0 -68.9 —6。9 2769。8 2208。7 —38.4 —5。9 284.9 87.3 5505。1 4080。5 —219.0 -70。6 A M 上 N V M 下 N V M 上 N V 1.2*①+1。4*（0。7*②+③） 1。2*④+1.3*⑤ ∣MMAX∣ NMAX NMIN ∣MMAX∣ NMAX NMIN 51。5 51。5 2。2 55。2 55。2 0.0 2607。3 2607。3 2139。6 25。6 25。6 2277。4 —44。0 —44。0 2。2 -.4 -。4 11.4 —80。2 2650。5 -44。0 317。0 5179。8 —242.2 二 B -80.2 8。9 -107。1 —107.1 33。5 2650。5 2182。8 2588.8 2588。8 2320.6 —44。0 2。2 —.4 -。4 11.4 317。0 39。2 360。9 360.9 3.7 5179.8 4026.8 4976。4 4976。4 4428.7 —242.2 —35.0 —287.0 -287.0 3.4 A M —177。3 —50。7 —2.0 —2。0 -239.4 —372。0 —372。0 -124。5 —409。5 —409。5 —65.7 -500。2 -500。2 13。8 ∓105。0 -202.7 ∓197。7 下 N 3523.8 902.5 ±95.9 3975.0 ±210.7 51.6 51。6 4757。1 5572。6 5572.6 4148.0 5247。3 5247.3 4094.3 5043.9 5043.9 4496.2 V —103.4 -29.6 ∓63.7 -118.2 ∓111.7 -168。6 -168.6 -139。6 -219.0 -219.0 —70。6 -242.2 —242.2 -35。0 -287。0 -287。0 3。4 M 8.9 3。8 ±16。5 10.8 ±17.2 15。7 15.7 12.0 29.9 29.9 —3。2 37.5 37.5 -12.4 35.3 35。3 -9。4 ±60。2 2307.7 ±126。8 3238.8 3238.8 2842。3 3143。5 3143.5 2475。9 3007。2 3007.2 2442。2 2934.1 2934。1 2604。4 上 N 2105.4 404。6 V -3.0 -1.2 ∓22。3 -3.6 ∓36。1 —5。2 —5。2 -4。1 -24.0 —24。0 15。1 -35.9 -35.9 27.6 —51。2 -51。2 42.6 M 下 N V M 上 N V —6.8 -2.8 ∓101.4 -8.2 ∓174.1 —11.9 -11.9 -9。2 2153.1 404。6 ±60。2 2355.4 ±126。8 3303.2 3303.2 2906。7 —3.0 —1.2 ∓22.3 —3。6 ∓36。1 —5.2 —5。2 -4.1 65.6 18.8 ±100.4 75。0 ±162。8 107。0 107.0 88.6 3969.9 1031.7 ±124.9 4485。8 ±262.6 6370.4 6370.4 5359.4 -20.6 —5.9 ∓65。3 -23.6 ∓105.9 -33.6 —33。6 —27。8 -97。3 3200.7 13.4 1.3 6313。1 -87.8 -97。3 77.0 —152。9 3200.7 2533。2 30.5 13.4 -22.3 26.4 1。3 -5.6 237。6 6313.1 4659。0 5949。8 -87。8 30。1 —121.9 一 B -152。9 133.8 —236.1 —236。1 216。4 30.5 2499.5 2991。3 2991.3 2661。7 26.4 —34。8 —51。2 -51.2 42。6 237.6 —61.8 301。6 301.6 —121。6 5949.8 45。1 5724。2 5724。2 5041.6 -121。9 66.7 —165.9 —165.9 109.4 M -43.4 12。5 ∓245.7 -37。2 ∓398.5 —46。3 —46。3 —58。6 -241。0 —241.0 1.3 —383。8 —383。8 291。9 —562。7 —562.7 473.5 下 N 4044。4 1031。7 ±124。9 4560.3 ±262.6 71.0 71.0 60。0 02。5 02。5 4748.4 6039。2 6039。2 4678.5 5813.6 5813.6 5131。0 V -20.6 —5。9 ∓65.3 -23。6 ∓105。9 —33。6 -33.6 —27.8 21。9 21.9 —79.6 60。9 60。9 —116。1 -165.9 —165。9 109.4 - 46 –

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6 梁柱截面设计

本工程选用材料：混凝土C30,钢筋：纵筋HRB335级；箍筋HPB235级

6.1 框架梁截面设计 以第8层AB跨框架梁（b×h=300×500㎜）为例来说明框架梁的截面设计.从表5.1

中选取梁的最不利内力组合如下：

A支座截面：M=—112。2KN·M V=103.1KN (有震组合） 跨中截面: M=79.5KN·M (无震组合） B支座截面:M=—129。4KN·M V=112。7KN (有震组合)

6。1。1 梁正截面承载力计算

A支座：(支座截面上部受拉，按矩形截面计算)

① 求ho:本工程属于一类环境，钢筋保护层最小厚度C=25，假定钢筋一排布置,则

（6.1)

ho=h—as=500-35=465㎜

② 求受压区高度X:

2REM20.75112.2106X(11)h(11)46544.3 (6.2）

1fcbh0201.014.33004652X<0.35ho=0。35×465=162.8㎜ （6.3）

则截面处于适筋状态，且满足塑性铰要求

③ 纵向受拉钢筋：As=1fcbx1.014.330044.3fy300633.5mm2 (6。4)

④ 选择钢筋3Ф20(As实=941mm2>633.5mm2），故满足承载力要求。 ⑤ 验算配筋率：而最小配筋率

As9410.7% (6.5） bho300465minMAX0.25%,0.55ft/fyMAX0.25%,0.26%0.26% min,则满足最小配筋率要求.

跨中截面:

梁板整浇,下部受拉按T形截面计算,其翼缘宽度b`f按以下几种情况考虑：

①按计算跨度考虑b`f=

lo6300==2100㎜ (6.6） 33②按梁肋净跨考虑b`f=b+Sn=300+3600=3900㎜ (6。7）

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③按h`f/ho=0。1/0。465=0。22>0.1,不受 (6.8）

以上三种取小值，即取翼缘计算宽度b`f=2100㎜

1) 判别T形截面类型

1fcb`fh`f(ho0.5h`f)=1.0×14。3×2100×100×(465-0.5×100） (6.9) =1246。3KN·M〉79.5KN·M,属于第一类T形截面，按b`f×h矩形截面计算 2） 求受压区高度X：

279.51062M)h(11)4655.7㎜ (6。10) X(111fcbh0201.014.3210046523) 纵向受拉钢筋: As=1fcb`fx1.014.321005.7fy300570.6mm2 (6.11)

4) 选择钢筋3Ф18,（As=763mm2〉570。6mm2），满足承载力要求 5) 验算配筋率:  最小配筋率：

As763 0.55% （6。12）

bho300465minMAX0.20%,0.45ft/fyMAX0.20%,0.21%0.21%

min, 则满足最小配筋率要求

B支座:(支座截面上部受拉,按矩形截面计算）

① 求ho：本工程属于一类环境,钢筋保护层最小厚度C=25mm，假定钢筋一排布置，

则ho=h—as=500-35=465㎜ (6.13） ② 求受压区高度X:

2REM20.75129.4106)h0(11)46551.5㎜ （6.14) X(11221fcbh01.014.3300465X〈0。35ho=0。35×465=162。8㎜ （6.15)

则截面处于适筋状态，且满足塑性铰要求

③ 纵向受拉钢筋:As=1fcbx1.014.330051.5fy300736.5mm2 （6。16)

④ 选择钢筋3Ф20（As实=941mm2>736.5mm2)，故满足承载力要求。 ⑤ 验算配筋率:而最小配筋率

As9410.7% （6.17） bho300465- 48 –

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minMAX0.25%,0.55ft/fyMAX0.25%,0.26%0.26%

min,则满足最小配筋率要求.

6.1.2 梁斜截面受剪承载力计算 ① 计算设计剪力V

lr VVb(MbMb)/lnVGb=1.1×（112。2+129。4）/5。65+0。5×(22.52+0。5

×

（6。18)

6。)×5.65=119.9KN

② 验算截面尺寸:

Lo/h=6。3/0。5=12。6>2.5 （6。

19） 12×1.0×14。3×300×465/0。85=469。4KN〉119。9KN （6.20) (0.20cfvbho)=0。

RE 截面尺寸满足要求 ① 验算是否需按计算配置箍筋:

0.7hftbho/RE=0。7×1。0×1.43×300×465/0。85=1。3KN>119.9KN （6。

21)

则不需按计算配置箍筋，只须按构造要求配置箍筋即可 ② 按构造要求配置箍筋：

最小配筋率 sv.min0.26ft/fyv0.261.43/2100.17% （6。22） 选取8@150的双肢箍

svASV/(bs)=2×50.3/(300×150)=0.22%>sv.min,满足要求 （6.23)

其他梁的配筋计算可根据最不利组合内力，利用〈混凝土结构计算图表〉逐一查表计算，具体见表6.1和表6。2。

6。2 框架柱截面设计

6.2.1 选取最不利内力

以底层B柱为例，上下控制截面共有24组内力,选择时先判别大小偏心类型，

表6。1 边跨梁截面配筋计算

层 8 截面位置 ｜Mmax| |Vmax| 119。9 计算As 633。5 573。9 736。5 钢筋选用 3Ф20 3Ф18 3Ф20 实际As 941 763 941 箍筋选用 梁端加密区箍筋取 A支座截面 —112。2 AB跨中 B支座截面 79.5 -129.4 - 49 –

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7 6 5 4 3 2 A支座截面 —100。7 AB跨中 B支座截面 77。2 -110.5 116.8 114 766 556。6 846。1 820 560。1 910.1 886.6 119。9 560。1 978。3 938。6 122。6 560。1 1041.6 1001 125.2 560。1 1105。6 1014。6 126.4 561.1 1128.7 1124。4 132.4 553.1 12.7 表6。2 中跨梁截面配筋计算

层 8 7 截面位置 B支座截面 BC跨中 ｜Mmax| -425.8 219.8 267。3 |Vmax｜ 计算As 2155。5 1031 2155。5 2419.7 270。1 1022.6 2419.7 钢筋选用 5Ф25 3Ф22 5Ф25 5Ф25 3Ф22 5Ф25 实际As 24 1140 24 24 1140 24 箍筋选用 梁端加密区箍筋取 3Ф20 3Ф18 3Ф20 3Ф22 3Ф18 3Ф22 3Ф22 3Ф18 3Ф22 3Ф22 3Ф18 3Ф22 3Ф22 3Ф18 3Ф22 3Ф22 3Ф18 3Ф22 3Ф25 3Ф18 3Ф25 941 763 941 1140 763 1140 1140 763 1140 1140 763 1140 1140 763 1140 1140 763 1140 1473 763 1473 8@100,非加密区 8@150 梁端加密区箍筋取 A支座截面 —107.3 AB跨中 77。7 B支座截面 —118.3 A支座截面 —115.4 AB跨中 77.7 8@100，非加密区 B支座截面 —126。4 A支座截面 AB跨中 -121.7 77。7 8@150 B支座截面 —133。9 A支座截面 -129。1 AB跨中 77。7 B支座截面 —141。4 A支座截面 —130.7 AB跨中 77。8 B支座截面 —144.1 A支座截面 -143。6 AB跨中 76.7 1 B支座截面 —162。5 C支座截面 -425。8 B支座截面 BC跨中 C支座截面 -473 218 —473 10@100，- 50 –

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B支座截面 6 BC跨中 C支座截面 5 4 3 2 —492 217.8 —492 276。0 273。3 2528.4 1021.5 2528.4 2692。6 1021。5 2692。6 2853。7 278。9 1021。5 2853。7 3017。1 279。7 1021。5 3017。1 3091。6 285。8 1021。5 3091。6 3362.6 BC跨中 220.2 392 1032.8 3362.6 3Ф22 7Ф25 1140 3436 5Ф25+2Ф22 3Ф22 5Ф25+2Ф22 5Ф25+2Ф22 3Ф22 5Ф25+2Ф22 5Ф25+2Ф22 3Ф22 5Ф25+2Ф22 5Ф25+2Ф22 3Ф22 5Ф25+2Ф22 5Ф25+2Ф22 3Ф22 5Ф25+2Ф22 7Ф25 3215 1140 3215 3215 1140 3215 3215 1140 3215 3215 1140 3215 3215 1140 3215 3436 非加密区 10@150 梁端加密区箍筋取 B支座截面 —520。5 BC跨中 217。8 C支座截面 —520。5 B支座截面 —8。1 BC跨中 217.8 10@100,非加密区 C支座截面 —8。1 B支座截面 —575。6 BC跨中 C支座截面 B支座截面 BC跨中 C支座截面 217。8 -575.6 —588 217.8 -588 10@150 1 B支座截面 —632.3 C支座截面 -632。3 最后按同类型确定最不利内力,经判别选一组最不利内力如下: ① M=-46。3KN·M N=71KN（小偏压）

6.2。2 轴压比验算

nN/fcbh71×103/(14.3×750×750）=0.8<0.9，满足要求。 （6。

24)

6.2.3 B柱正截面承载力计算（采用对称配筋）

柱的计算长度 ln=1。0H1=1.0×5.3=5.3m (6。25) 第①组内力: M=—46。3KN·M N=71KN；此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应,故不必进行调整,按此组内力计算步骤如下: ① 求偏心距增大系数

eoM/N14.3106/711037.2mm （6。26) eaMax20,h/30Max20,2525mm （6。27）

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eieoea7.22532.2mm，ei/ho=32。2/710=0.045 （6.28) Lo/h=5300/750=7。1<15, 2=1。0 (6。29）

10.5fcA/N0.514.3750750/711030.62 (6.30) 1l11(o)21217.120.621.01.496 （6.31)

1400ei/hoh14000.045② 判别大小偏心受压

ei1.49632.248.2mm0.3ho213mm (6.32）

71103NX603.4mmXbbho0.55710390.5mm (6.33）

1fcb1.014.3750∴ 为小偏心受压. ③ 计算As及As'

eeih/2as48.2750/240383.2mm (6.34) Nb1fcbho b （6。35）2Ne0.431fcbho1fcbho(1b)(h0as`)

711030.551.014.37507100.550.817 37110383.20.4314.31.07507101.014.3750710(0.80.55)(71040)2Ne(10.5)1fcbhoAs=As'= （6.36）

fy`(hoas`)71103383.20.817(10.50.817)14.37507102 

300(71040) =-662mm2<0 ,故可按构造要求配置纵筋。

按构造要求，单侧配置4Ф25(As实=19mm2)钢筋可满足承载力要求. ④ 验算配筋率 单侧 As19=0。4%＞0.2% (6.37) bho7507106。2.4 B柱斜截面承载力计算

从内力组合表中选取剪力最大的一组内力

上截面： M=301。6KN·M N=5724。2KN V=-165。9KN 下截面: M=—562。7KN·M N=5813。6KN V=-165.9KN

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考虑抗震调整系数(RE0.85）后,Mct=256。4 KN·M Mcb=478。3KN·M ① 算设计剪力V

Vvb(MctMcb)/Hn1.1(256.4478.3)/(5.30.75)177.6KN （6。38)

M/Vho562.7106/(165.9103710)4.82 （6.39)

② 算柱截面尺寸

0.20fcbho/RE=0.2×14.3×750×710/0.85=1191。7103N〉V (6。40）则截面尺寸满足抗剪要求. ③ 验算是否需按计算配置箍筋

11.0511.05ftbho)(1.43750710)235.2103NV (6。41） 10.8531RE(故不需按计算配置箍筋，只需按构造配筋 ④ 确定箍筋用量

先确定柱端加密区箍筋，非加密区取不少于端部一半即可。 轴压比n=0.8,体积配箍率

sv.minvfc16.70.131.03%(当fc16.7时取16.7) （6.42) fyv2102nAsv1sv.min1.03% （6。43) Acors假定采用10四肢箍，则则s2nAsv12478.5(750240)88.4mm,取s=80mm2 (6.44)

Acor0.80%6906901.03%由此,非加密区可取10@150（四肢箍）即可满足要求.

其它柱的配筋计算可利用<混凝土结构计算图表>逐一查表计算，见表6.3。

7 楼板设计

7.1 楼面板设计

选标准层AB跨④～⑥轴线区域计算，现浇板为连续双向板（3。9m×6。3m），按弹性

法查 表计算。

计算取板厚h=100㎜，恒载设计值g=1。2×3。55=4.3KN/㎡ (7.1） 活载设计值p=1.4×2.0=2。8KN/㎡ (7.2) (1) 当q=g+p/2=4。3+0.5×2.8=5.7KN/㎡时,按四边固定计算支座及跨中弯矩

跨中弯矩:

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MX1(0.03560.20.0086)5.73.923.2KN•m （7。

3)

My2(0.00860.20.0356)5.73.921.4KN•m (7。4)

- –

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表6.3 柱截面配筋计算

M 柱 层 N l0 e0 ea ei h0 e 配筋 As实 mm2 箍筋 内力轴压l0/ζη＊As=As（ζ1 η x ξ （mm组别 (KN.M) （KN) 比n (m) (mm） h 2 ei ′ mm(mm） （mm) ） ） 93。1。-32 805。7 0.2 3。75 39。6 20 59.6 560 1 6。3 1 1。26 75。2 335。2 —5063 4Ф16 9 46 0.6① -45 2867 0。6 3.75 15.6 20 35.6 560 0。9 6.3 1 1。39 49。6 334 309.6 -1767 3 2～6 4Ф18 0.5② —107 25 0.5 3.75 41.4 20 61。4 560 1 6.3 1 1。25 76。9 302 336.9 -1123 3 7～8 ① A ① 1 ② ③ 7~8 B 2～6 1 0.7—12 3303 0.6 5。3 3.61 20 23。6 560 0。8 8.8 1 2.03 47.9 385 307。9 -1462 3 0.6-236 2991 0。6 5.3 78.9 20 98.9 560 0。9 8。8 1 1。27 126 349 385。8 -0.13 4Ф20 2 —12 2442 0.5 5.3 5。09 20 25.1 560 1 8。8 1 2。24 56.3 285 316.3 0.4—982 4 804 1017 加密区4φ10＠100，非加密区4φ10@180 1256 ① —242 822。5 0。1 3。75 294 25 319 710 1 5 1 1。04 332 ① ② ① 76。666。6 — -20.8 4Ф20 7 0。-191 4838 0。6 3。75 39.5 25 .5 710 0。8 5 1 1。16 75 451 410 -2084 67 4Ф22 168 4004 0.5 3。75 42 25 67 710 1 5 1 1。19 79。8 373 414.8 0.5 —1819 0.8—46 71 0.8 5.3 7。16 25 32。2 710 0.6 7。1 1 1.49 47.9 603 382。9 -675 4Ф25 2 1256 1520 19 加密区4φ10@80,非加密区4φ10＠150

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支座弯矩:

MX,0.0785.73.926.7KN•m （7.5) Mx,0.05715.73.924.9KN•m (7.6) (2） 当q=p/2=0.5×2。8=1。4KN/㎡时,按四边简支计算跨中弯矩。

MX2(0.0790.20.0257)1.43.921.8KN•m (7。7) MX2(0.02570.20.079)1.43.920.9KN•m （7。8)

两种情况叠加后得：MX=5.0KN·m My=2.3KN·m MX`=-6。7KN·m My`=—4。9KN·m 据此计算每米宽板带范围内钢筋用量如下：

M5.0106 （7。9） ASX331m2,选取10@200（As=393mm2）0.9fyho0.921080M2.3106 (7.10) ASY174m2,选取8@200（As=251mm2）0.9fyho0.921080M6.7106 （7。11） ASX`443m2,选取12@200（As=565.5mm2）0.9fyho0.921080M4.9106 （7。12) ASY`370m2,选取10@200（As=393mm2）0.9fyho0.921080

8 基础设计

基础材料:混凝土C30,钢筋：纵筋HRB335级.基础形式：柱下基础。

8.1 A柱基础设计

(1） 最不利内力确定

由A柱的内力组合表中,选择三组最不利内力对基础进行设计 M1=97.3 KN·m M2=152.9 KN·m M3=236。1KN·m N1=3200.7KN N2=30。5KN N3=2991。3KN V1=13。4KN V2=26.4KN V3=-51.2KN （2） 确定地基承载力特征值设计值fa

按地质勘察资料提供的数据计算fa,一般情况下也可以利用下述公式求fa： fa1.1fak1.1300330kpa (8。1) （3) 确定基础底面尺寸

A柱下基础为偏心受压基础,计算时可先按轴心受压估算基础底面尺寸，然后按

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偏心受压公式复核。

基础平均埋深d=1.7+0。5×0。3=1.85m (8.2) AN/(famd)=3200。7/（330-20×1。85)=10.9㎡ （8。

3）

初步选定基础底面尺寸A=a×b=4×3=12㎡

基础截面抵抗矩 Wa2b/6423/68m3 (8。4) (4) 附加荷载统计

基础和覆盖土层共重:G1mabd20431.85444KN （8。5） 基础梁传来外墙以及梁自重：G2

墙 0。25×(5。3-1.2)×(7.8—0.6)×8=57.8KN 梁 0。25×0。6×（7。8-0.6）×25=26。8KN Gk=57.8+26。8=84。6KN

对基础顶面产生的偏心弯矩：MGkew84.60.17514.8KN·m （8。6) （5） 基底尺寸验算 假定基础高度h=1200㎜ 第一种组合

基础顶面总弯矩：

7)

M=97。3-1.2(14。8-13.4×1.2）=98.8KN·m (8。

基础顶面总轴力: N=3200。7+1.2(444+84。6）=3835KN （8.8） pmaxN/AM/W=3835/12+98.8/8=332kpa<1.2fa=396kpa (8.9) pminN/AM/W=3835/12—98.8/8=307kpa>0 (8。

10）

（

（8.11)

pmax+pmin）/2=（332+307）/2=319.5kpa〈fa=330kpa

第二种组合

9-1。2（14。8—26.4×1。2）=173。2KN·m (8.12） M=152。 基础顶面总轴力： N=30。5+1。2（444+84.6）=3698。8KN （8.13）

基础顶面总弯矩:

pmaxN/AM/W=3698.6/12+173.2/8=329。9kpa〈1。2fa=396kpa (8.14)

pminN/AM/W=3698。6/12—173。2/8=286。6kpa〉0

（8.15)

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(pmax+pmin）/2=(329。9+286。6）/2=308.2kpa〈fa=330kpa (8.16)

第三种组合

2（14。8+51。2×1.2)=144.6KN·m （8.17） M=236.1-1。

基础顶面总轴力: N=2991。3+1。2(444+84.6）=3625.6KN (8。

基础顶面总弯矩：

18）

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pmaxN/AM/W=3625.6/17。5+144。6/8=320.2kpa〈1.2fa

=396kpa (8。19）

pminN/AM/W=3625。6/17.5-144.6/8=284。1kpa〉0 （8。

20）

(pmax+pmin)/2=(320.2+284.1）/2=302.1kpa〈fa=330kpa (8.21） 从上面计算结果可知所选基底尺寸满足地基承载力要求,取压力最大的一组内力进 行以下计算 （6) 基础高度验算 ① 求基底净反力ps

ps.maxN/AM/W(3200.784.6)/1298.8/8286.1kpa (8。22） ps.maxN/AM/W(3200.784.6)/1298.8/8261.4kpa (8.23)

② 求抗冲切承载力［Fl]

[Fl]=0。7hftbmho=0。7×1。0×1.43×(1160+600）×1160=2043.6KN （8.24）

其中bm=（bt+bb)/2 （8。25）

③ 求冲切荷载Fl

因为b〉hc+2ho，则冲切锥体位于基础底板范围内

所以Al=0。5×3×（4—3)+0.5×(3+2×1.16+0.6）[(3-0。6）/2—1。16］

=1。62㎡ (8.26)

Fl=ps.maxA1=286。1×1。62=463KN<[Fl］=2043。6KN (8.27）

抗冲切承载力满足要求,说明基础高度选择合适 (7) 基底配筋计算

柱下单独基础可看成是倒过来承受地基净反力作用的双向悬挑板，两个方向 底板配筋必须按计算确定,一般取柱边截面进行,可直接利用公式计算柱边弯矩. Ⅰ—Ⅰ截面（垂直于底板长边的截面） MⅠ=ps(abc)2（2b+bc)/24

=286.1×(40.6)2(2×3+0.6）/24=909。5KN·m (8.28) As1= MⅠ/（0.9fch01）=909。5106/（0。9×300×1160）=2904mm2 （8.29） 选取30Φ12（Φ12@100,As=3393mm2)

Ⅱ-Ⅱ截面(平行于底板长边的截面)

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MⅡ=psm(bbc)2(2a+hc)/24 (8。30） =0.5×(286。1+261.4）(30.6)2（2×4+0.6)/24=565 KN·m

As1= MⅡ/（0.9fch02）=565106/(0。9×300×1150)=1820mm2 (8。

31)

选取25Φ10(Φ10＠150，As=1962。5mm2）

8。2 B柱基础设计

（1） 最不利内力确定

由B柱的内力组合表中,选择三组最不利内力对基础进行设计 M1=46.3 KN·m M2=562.7 KN·m M3=473。5KN·m N1=71KN N2=5813.6KN N3=5131KN V1=—33。6KN V2=-165。9KN V3=109。4KN （2) 确定地基承载力特征值设计值fa

按地质勘察资料提供的数据计算fa,一般情况下也可以利用下述公式求fa： fa1.1fak1.1300330kpa （8.32）

（3) 确定基础底面尺寸

基础平均埋深d=1.7+0.5×0.3=1.85m （8。33) AN/(famd)=71/(330-20×1。85)=22.1㎡ (8.34） 初步选定基础底面尺寸A=a×b=5×5=25㎡ 基础截面抵抗矩 Wa2b/6525/620.8m3 （8.35）

（4） 附加荷载统计

基础和覆盖土层共重：（8。36) G1mabd20551.85925KN 基础梁传来外墙以及梁自重:G2

墙 0。2×（5。3—1。2)×(7。8—0。75）×8+0。2×（5.3-1。2）

×(7.5-0.75）×8/2=68。4KN

梁 0.25×0.6×(7.8—0.6)×25+0.25×0。6×（7.5—0.6)

×25/2=39.9KN

Gk=68。4+39.9=108。3KN 对基础顶面产生的偏心弯矩:M=0 （5） 基底尺寸验算 假定基础高度h=1200㎜ 第一种组合

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基础顶面总弯矩：

37)

M=46。3-1.2（0-33。59×1。2)=—2.1KN·m (8。

基础顶面总轴力: N=71+1.2(108。3+925)=7711KN (8.38） pmaxN/AM/W=7711/25+2.1/20.8=308.5kpa〈1。2fa

=396kpa (8。39)

pminN/AM/W=7711/25—2。1/20.8=308。3kpa〉0 (8.40) (pmax+pmin）/2=(308。5+308。3）/2=308.4kpaM=562.7-1.2(0+165。9×1.2)=323。8KN·m （8.42) 基础顶面总轴力: N=5813。6+1。2(108.3+925）=7053。6KN （8。

43)

pmaxN/AM/W=7053.6/25+323。8/20.8

=297.7kpa<1。2fa=396kpa (8。44)

pminN/AM/W=7053。6/25-323.8/20.8

=266.6kpa〉0 (8。45）

(pmax+pmin）/2=（2997.7+266.6）/2=282.1kpa〈fa=330kpa （8。

46）

第三种组合 基础顶面总弯矩:

47）

M=473。5-1.2(0—109。4×1.2）=631KN·m (8。

基础顶面总轴力: N=5131+1。2(108.3+925）=6371KN (8。48） pmaxN/AM/W=6371/25+631/20。8 （8。49）

=285.2kpa<1.2fa=396kpa

pminN/AM/W=6371/25-631/20。8 （8.50）

=224。5kpa〉0

（pmax+pmin)/2=( 285。2+224。5)/2=2。9kpa〈fa=330kpa (8.51） 从上面计算结果可知所选基底尺寸满足地基承载力要求，取压力最大的一组内

力进行以下计算 (6) 基础高度验算

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① 求基底净反力ps

ps.maxN/AM/W(71108.3)/252.1/20.8263.1kpa (8。52) ps.maxN/AM/W(71108.3)/252.1/20.8262.9kpa （8。53）

② 求抗冲切承载力[Fl］

[Fl］=0.7hftbmho=0。7×1。0×1。43×(1160+750）×1160=2217.8KN （8。

）

其中bm=（bt+bb）/2 （8.55) ③ 冲切荷载Fl

因为b>hc+2ho,则冲切锥体位于基础底板范围内

所以Al=0。5×（5+2×1。16+0.75）×（5/2—0.75/2-1.16）=3.9㎡ (8.56）

Fl=ps.maxA1=263。1×3。9=1026。1〈［Fl]=2217。8KN, (8.57)

抗冲切承载力满足要求,说明基础高度选择合适

(7） 基底配筋计算

柱下单独基础可看成是倒过来承受地基净反力作用的双向悬挑板,两个方向 底板配筋必须按计算确定,一般取柱边截面进行,可直接利用公式计算柱边

弯矩.

Ⅰ—Ⅰ截面

MⅠ=ps(abc)2（2b+bc）/24 （8.58)

=263。1×(50.75)2(2×5+0。75)/24=2128。6KN·m

As1= MⅠ/（0。9fch01)=2128。6106/(0。9×300×1160)=6796 (8。

59）

选取38Φ16(Φ16＠100，As=71.8mm2）

Ⅱ—Ⅱ截面（平行于底板长边的截面）

MⅡ=psm(bbc)2（2a+hc）/24 (8。

60)

=0.5×(263.1+262。9）(50.75)2（2×5+0。75)/24=2127.8 KN·m As1= MⅡ/（0.9fch02)=2127.8106/(0.9×300×1150）=6853mm2 (8.61）

选取38Φ16（Φ16@100，As=7461.8mm2）

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9 楼梯设计

9。1 设计参数

从平面图中选取1＃楼梯进行计算,其标准层结构平面布置图如图9.1所示，楼梯间层高3。0m，踏步尺寸187.5㎜×280㎜，采用混凝土强度等级C30，钢筋HPB235级楼梯上均布荷载标准值q=2。5KN/㎡。

9。2 梯段板计算

板倾斜度tgα=187.5/280=0.67 (9.1） cosα=0.83 ⑴ 荷载计算

斜板厚h=ln/25=2240/25=。6mm，取 h=100mm，取1米宽板带计算。楼梯板的荷载见表9.1。荷载分项系数γG=1。2， γQ=1。4.基本组合的荷载设计值为：

q=6.84×1。2+2。5×1。4=11.71KN/m (9.2)

196020022402001750B1PTTB6300PTB2TB10014501451

图9。1 楼梯结构布置平面图

荷载种类 水磨石面层 三角形踏步 斜板 板底抹灰 小计 活荷载 表9。1 楼梯荷载计算 荷载标准值（KN/m） (0。28+0。1875) ×0.65/0。28=1.09 0.28×0。1875×25/(2×0.28）=2。34 0.1×25/0。83=3.0 0.02×17/0。83=0.41 6。84 2.5 恒载⑵ 配筋计算 板水平计算跨度 l0=2.24m,M=pln2/10=11.71×2。242/10=5。88KN·m （9.3） 查设计计算图表,选φ10@150可满足要求，分布筋φ8，每级踏步下二根.

9。3 平台板设计

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平台板厚取为h=80mm，按1米宽板带计算. ⑴ 荷载计算

平台板的荷载计算见表9。2，荷载分项系数γG=1。2, γQ=1.4.基本组合的荷载设计值为: q=2.99×1。2+2。5×1.4=7.09KN/m (9。4）

表9。2 平台板荷载计算 荷载种类 荷载标准值(KN/m） 水磨石面层 0。65 80厚混凝土板 0。85×25=2。0 板底抹灰 0。02×17=0。34 小计 2.99 活荷载 2.5 恒载 ⑵ 配筋计算

平台板1的计算跨度 l0=min｛1.05×2.185，2。185+0.1/2}=2。235m （9.5） M=pln2/10=7.09×2。2352/10=3。KN·m （9.6） H0=80-20=60mm （9.7） 查设计计算图表,选φ8@150可满足要求。

同理也可以算得平台板2的钢筋量，在此不再赘述，仅列结果如下： 选φ8@150可满足要求。

9。4 平台梁设计

取平台梁的截面尺寸为 200mm×400mm

⑴ 荷载计算

平台梁的荷载计算见表9。3，荷载分项系数γG=1。2， γQ=1。4.基本组合的

荷载设计值为: q=12。82×1。2+5.59×1.4=23.21KN/m (9.8)

表9.3 平台梁荷载计算 荷载种类 荷载标准值（KN/m) 梁自重 (0.4—0。08）×0。2×25=1。6 梁侧粉刷 0。02×（0.4—0.08）×2×17=0.22 平台板传来 2。99×2.235/2=3。34 梯段板传来 6.84×2.24/2=7。66 小计 12。82 活荷载 2。5×(2.24/2+2。235/2）=5。59 ⑵ 截面设计 l0=1。05ln=1.05(3—0.25)=2.m （9.9) 弯矩设计值 M=ql02/8=23。21×2.2/8=24.2 KN·m (9。

10）

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剪力设计值 V=qln/2=23。21×2./2=33.5KN （9。

11）

查设计计算图表，纵筋选3Φ12（As=339mm2)，箍筋选φ8＠200可满足要求。

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