某中学办公楼建筑结构计算书结构设计

2020-02-03 来源：客趣旅游网

某中学办公楼建筑结构计算书结构设计

1设计资料

（

钢筋：梁、柱中的纵向钢筋采用 HRB335,板中钢筋和箍筋采用 HPB235;基础中除分布钢筋和箍筋采用HPB235外，其余钢筋采用HRB335。

混凝土：采用C30混凝土；墙体：采用加气混凝土砌块，重度窗：铝合金窗， =0.35 kN/m3 ；

（8）墙体厚度：医务室和卫生间的隔墙厚 150mm,其余墙厚为250mm。结构平面布置图如图1所示。

KL-1 (6) 250 X 600

500 X500

----- KZ-2' 500X500 =5.5 kN/m3 ；

1— ------------- KZ-2 II 500 X500 | ■■■ / KZ-2 500 X 500

500 X 500X 500

------ KZ-1 500 X 500

0 KZ-3

500 X500

KZ-4 KZ-4 500X 500 500X500 10 ....................... KL-1 (6) 250 X 600 I J KZ-4 500 X 500 KZ-4 500X 500 KZ-4 500X 500 KZ-3 500X500

KL-1 (6) 250 X 600

500X500

KZ-4 500X 500

500 X 500

500X500

500X 500

500 X 500

KZ-1 00 X 500 KZ-2 500X500

500X

KL-1 (6) 250 X 600

KZ-2 500 X 5

500 X

KZ-2 500X 50C KZ-1 500 X 50

图1结构平面布置图

2梁、柱截面尺寸估算

2.1梁截面尺寸估算

框架梁截面高度h吩〜存，截面宽度b=（3〜»，本结构中取: 纵向框架梁：

横向AB、CD跨框架梁: 横向BC跨框架梁：次梁：

b=250mm b=250mm b=250mm b=250mm

h=600mm h=500mm h=400mm h=500mm

2.2柱截面尺寸估算

框架柱的截面尺寸°=存£ i，n=：c，i为第i层层高。本结构中层高

为 3.6m,故 bc=（200~300）mm。

框架柱截面尺寸还应根据公式

面积

估算。式中：N=1.1：1.2Nv，Nv 二负荷 HN」c

x( 12~14) kN/ m X层数，

UN 1为轴压比，可根据规范查出。

仅估算底层柱。本结构中，边柱和中柱负荷面积分别为（7.2 3）m2，（7.2 4.35）m2, 层数为5层；该框架结构抗震设防烈度为七度，建筑高度其轴压比限值林1=0.9。

18.45m<30m,因此为三级抗震，

C30混凝土，fc=16.7 N/mm

1.2 7.2 3 14 5 103

0.9 14.3

1.2 7.2 4.35 14 5 103

0.9^14.3

= 140980

二 204420

取柱截面为正方形，则边柱、中柱截面分别为375 mm 375 mm，452 mm 452 mm，考虑到施工、计算简便以及安全因素，各柱截面尺寸从底层到顶层均取为 mm。

500 mm 500

3框架计算简图及梁柱线刚度

3.1确定框架计算简图（KJ-4）

框架的计算单元如图1所示，选取④轴线上的一榀框架进行计算，其余框架可参照此框架进行配筋。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二层楼面，基础顶面至室外地面的高度为0.5 m，室内外高差为0.45 m，因此基顶标高为-0.95 m，二层楼面

标高为3.6 m,故底层框架柱高为4.55 m,其余各层柱高从楼面算至上一层楼面（即层高），故均为3.6 m。由此可绘出框架的计算简图，如图2所示。

3.2梁柱线刚度计算

对于现浇楼板，中框架梁取I =2I0， I0 1bh3，i =旦1。

各跨框架梁和各层框架柱的线刚度计算分别见表1和表2 由于该榀框架结构对称，因此只需计算半边结构。

表1梁线刚度ib的计算构件边框架梁AB 中框架梁BC

EC (N/mm 2) 3.0 X 104 3.0 X 104 bxh (mm X mm) 250X 500 250X 400 10 (mm4) 2.6042 X 109 1.3333 X 109 L (mm) 6000 2700 1.5Ecl°/L (N X mm) 1.9532 X 1010 2.2222 X 1010 2ECI0/L (N X mm) 2.6042 X 1010 2.9630 X 1010 表2柱线刚度ic的计算

层 1 2~5 EC (N/mm 2) 3.0X 10 3.0X 10 4 4 bS (mm X mm) 500X500 550X500 I0 (mm4) 5.2083 X 109 5.2083 X 109 0.6

h (mm) 4550 3600 0.68

Ecl°/h (N X mm) 3.4341 X 1010 4.3403 X 1010 令i25层柱T.0，则其余各杆件的相对线刚度

0.68

为：

2.6042 勺0 ccc

IAB CD梁 10 - 0.60， 4.3403 勺0

2.9630汉10 …

IBC梁 10 = 0.68，

10 4.3403 汇 10 3.4341 10

= 0.79 10

4.3403 10

框架结构的相对线刚度如图2所示

0.68

0.79 0.79 0.79 0.79

4荷载计算

4.1恒荷载标准值计算

4.1.1 屋面

高聚物改性沥青卷材防水屋面结构层：120厚现浇钢筋混凝土板

图2计算简图

2.20 kN/m2 0.12X 25 =3 kN/m2

抹灰层：粉刷石膏砂浆合计

4.1.2各层楼面

陶瓷地砖楼面

结构层：100厚现浇钢筋混凝土板抹灰层粉刷石膏砂浆合计

4.1.3梁自重

（1） b h=250 mm 600 mm 梁自重

抹灰层：粉刷石膏砂浆合计

（2） b h=250 mm 500 mm 梁自重

抹灰层：粉刷石膏砂浆合计

（3） b h=250 mm 400 mm 梁自重

抹灰层：粉刷石膏砂浆合计

（4）基础梁 250 mm 400 mm 梁自重

4.1.4柱自重

b h=450 mm 450 mm 柱自重

抹灰层：粉刷石膏砂浆

合计

4.1.5外纵墙自重

（1）标准层

0.15 kN/m2 5.35 kN/m2

0.70 kN/m2 0.12X 25 =3 kN/m2

0.15 kN/m2

3.85 kN/m2

25X 0.25X (0.6-0.12) =3 kN/m

0.15X〔( 0.6-0.12)X 2+0.25〕=0.18 kN/m

3.18 kN/m

25X 0.25X(0.5-0.12) =2.38 kN/m

0.15X〔 (0.5-0.12) X 2+0.25〕=0.15 kN/m

2.53 kN/m

25X 0.25X( 0.4-0.12) =1.75 kN/m

0.15X〔( 0.4-0.12)X 2+0.25〕=0.12 kN/m

1.87 kN/m

25X 0.25X 0.4=2.5 kN/m

25X 0.5X 0.5=6.25

kN/m 0.15X 0.5X 4=0.3 kN/m

6.55 kN/m

纵墙在计算单元内相当于高度为7.5 驚甞2.1 2.1 Jam的墙，铝合

金窗在计算单元内相当于高度为年册”2m的窗。纵墙铝合金窗水刷石外墙面粉刷石膏砂浆内墙面合计 (2)底层

纵墙在计算单元内相当于高度为

墙，铝合金窗在计算单元内相当于高度为纵墙铝合金窗水刷石外墙面粉刷石膏砂浆内墙面合计

4.1.6 内纵墙自重

(1) 标准层纵墙

粉刷石膏砂浆内墙面合计 (2) 底层纵墙

粉刷石膏砂浆内墙面合计

4.1.7外横墙自重

(1)标准层横墙水刷石外墙面

1.68X 0.25X 5.5=2.31 kN/m

1.32X 0.35=0.46 kN/m 1.68X 0.5=0.84 kN/m 1.68X 0.15=0.25

kN/m

3.86 kN/m

7_ °5

必―彳1 彳1 22.23m 的

7.2 - 0.5

1.32m的窗。

2.23X 0.25X 5.5=3.07 kN/m

1.32X 0.35=0.84 kN/m 2.23X 0.5=1.12 kN/m 1.68X 0.15=0.25 kN/m

4.90 kN/m

(3.6-0.6) X 0.25X 5.5 kN/m (3.6-0.6) X0.15X2=0.90 kN/m

5.03 kN/m

(4.55-0.6-0.4) X 0.25X 5.5=4.88 kN/m

(3.6-0.6) X0.15X2=0.90 kN/m 5.78

kN/m

(3.6-0.5) X 0.25 X 5.5=4.26 kN/m

(3.6-0.5)X 0.5=1.55 kN/m

粉刷石膏砂浆内墙面 (3.6-0.5)X0.15=0.47 kN/m

合计 (1)标准层 6.28 kN/m (4.55-0.5-0.4)X 0.25X

横墙

5.5=5.02 kN/m

水刷石外墙面粉刷石膏砂浆内墙面 (3.6+0.45-0.5) X 0.5=1.78 kN/m

合计

(3.6-0.5)X 0.15=0.47 kN/m

7.27 kN/m

4.1.8内横墙自重

(1) 标准层横墙

(3.6-0.5)X 0.25X 5.5=4.26 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 (3.6-0.5) X 0.15X 2=0.93 kN/m

合计 5.19 kN/m

(2) 底层横墙

(4.55-0.5-0.4) X 0.25X 5.5=5.02 kN/m

粉刷石膏砂浆内墙面 (3.6-0.5)X 0.15X 2=0.93 kN/m

合计

4.1.9走廊尽头墙

(2)底层

宁01 “38m的墙，铝合金

纵墙在计算单元内相当于高度为空

5.95 kN/m

窗在计算单元内相当于高度为1.8 2.12.7-0.5

-1.72 m的窗。

走廊尽头墙 1.38X 0.25X 5.5=1.90 kN/m

铝合金窗 1.72X 0.35=0.60 kN/m 水刷石外墙面 1.38X 0.5=0.69 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 1.38X 0.15=0.21 kN/m

合计 3.40 kN/m

(2)底层

纵墙在计算单元内相当于高度为心5 4；57U1.82.1“93m

的墙，

铝合金在计算单元内相当于高度为1.72m的窗。

走廊尽头墙铝合金窗水刷石外墙面粉刷石膏砂浆内墙面合计

4.1.10女儿墙自重

做法：100 mm混凝土压顶，1200 mm加气混凝土墙

压顶的混凝土水刷石外墙面合计

4.2活荷载标准值计算

4.2.1屋面和楼面活荷载标准值

不上人屋面 0.5 kN/ m2 房间 2.0 kN/ m2 走廊

2.0 kN/ m2

4.2.2雪荷载标准值

£=1.0X 0.40 kN/ m

屋面活荷载和雪荷载不同时考虑，两者中取大值。

4.3恒荷载和活荷载作用下框架的受荷图

A~B轴间梁上板的

loy/lox = 6000/3600 =1.67 ：：：2 ,按双向板进行计算，长边支承梁上荷载呈梯形分布，短边支承梁上荷载呈三角形分布；B~C 轴间梁上板的

lcy/lcx =7200/2700 = 2.67 2 ,按单向板进行计算，荷载平均分给两长边的支承梁。本结构楼面荷载的传递示意图见图3。

板传至梁上的三角形荷载等效为均布荷载q^5q ；梯形

1.93X 0.25X 5.5=4.13 kN/m

1.72X 0.35 =0.60 kN/m

1.93X 0.5=0.97 kN/m 1.38X 0.15=0.21 kN/m

4.43 kN/m

0.5X 0.25X 5.5=0.69 kN/m 0.1X 0.25 X 25=0.63 kN/m X 2+0.25)X 0.5=0.73 kN/m

2.05 kN/m

荷载等效为均布荷载 8

(0.6

5 = 1-2:川二 q ,

l 6

a 1 8 0.3,1 -2:

23 23

: =1 -2 0.3 0.3 = 0.847 , q, = 0.847q。

4.3.1 A〜B轴间框架梁

屋面板传给梁（即屋面板两个梯形荷载等效为均布荷载）：恒荷载：5.35X 1.8X 0.847X 2=16.31 kN/m 活荷载：0.5X 1.8X 0.847X 2=1.52 kN/m

楼面板传给梁（即楼面板两个梯形荷载等效为均布荷载）：

恒荷3.85X 1.8 X 0.847X 2=11.74 kN/m 载：活何

2.0X 1.8X 0.847X 2=6.10 kN/m

载：

A~B轴间框架梁均布荷载为:

恒荷载-梁自重+板传恒荷载=2.53+16.31=18.84 kN/m 屋面梁

活何载=板传活何载=6.6 kN/m

楼面梁

恒荷载=内横墙自重+梁自重+板传恒荷载=2.53+5.19+11.74=19.46 kN/m 活何载=板传活何载=6.10kN/m

4.3.2 B〜C轴间框架梁

B~C轴间框架梁均布荷载为：屋面梁、楼面梁

恒荷载=梁自重=1.87 kN/m 活荷载=0

4.3.3 A轴柱纵向集中荷载的计算

屋面板三角形荷载等效为均布荷载：

恒荷载：5.35X 1.8X =6.02 kN/m

8 5

活荷载：0.5X 1.8X— =0.56 kN/m

楼面板三角形荷载等效为均布荷载：

恒荷载：3.85X 1.8X — =4.33 kN/m

活荷载：2.0X 1.8X 5=2.25kN/m

顶层柱恒荷载=女儿墙自重+外纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载

=2.05X 7.2+3.18X (7.2-0.5) +6.02X (7.2-0.5) +

16.31 6

=132.92 kN

顶层柱活荷载=板传活荷载

=3.18X( 7.2-0.5) =8.31kN

标准层柱恒荷载二外纵墙自重+外纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载

=3.86X( 7.2-0.5)+3.18X( 7.2-0.5)+4.33X( 7.2-0.5)

=118.99kN

标准层柱活荷载=板传活荷载

=2.25X( 7.2-0.5) + 6 10汇66

=33.38 kN

基础顶面恒荷载=底面外纵墙自重+基础梁自重

=4.90X( 7.2-0.5) +2.5X( 7.2-0.5) =49.58 kN

4.3.4 B轴柱纵向集中荷载的计算

走廊屋面板均布荷载：恒荷载：5.35X 1.35=7.22 kN/m 活荷载：0.5X 1.35=0.68 kN/m 走廊楼面板均布荷载：恒荷载：3.85X 1.35=5.20 kN/m 活荷载：2.0X 1.35=3.38kN/m

顶层柱恒荷载=内纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载

=3.18X( 7.2-0.5) +6.02X( 7.2-0.5) + 16.31 6 2 + 7.22X( 7.2-0.5)+ 2^ 2

=166.53kN

顶层柱活荷载=板传活荷载

=0.56X( 7.2-0.5)

=12.87 kN

标准层柱恒荷载二内纵墙自重+内纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载

=5.03X( 7.2-0.5) +3.18X(7.2-0.5) +4.33X( 7.2-0.5)

+ 5.20X( 7.2-0.5)

=161.67 kN

标准层柱活荷载=板传活荷载

=2.25X( 7.2-0.5) =56.03kN

基础顶面恒荷载=底面内纵墙自重+基础梁自重

132.92 (8.31) + 6.10 6 2+3.38X( 7.2-0.5)

=5.78X( 7.2-0.5) +2.5X( 7.2-0.5) =55.48 kN

166.53 (12.87) . G=23.58

161.67 ｛侔 (56.03)

19.46 1.87 (6.10) (0)

G=23.58

118.99 4托彳 (33.38) G=23.58 161.67 - (56.03) 19.46 (6.10) G=23.58

118.99 (33.38) 18.84 (1.52) G=23.58

1.87 (0) 166.53 (12.87) | G=23.58 161.67 (56.03)

132.92 (8.31)

18.84 (1.52)

G=23.58

|[”118.99 (33.38)

19.46 (6.10)

118.99 (33.38)

G=23.58

■175 I G=23.58

118.99 (33.38)

19.46 (6.10)

1.87 (0) G=23.58

科 161.67

G=23.58 G=23.58

12^(118.99

(33.38)

19.46 (6.10)

G=23.58

118.99 (33.38)

19.46 (6.10)

1 G=23.58

118.99 (33.38) 161.67 ■ ■1? & L 4 161.67 (56.03) (56.03) 19.46 1.87 1 (6.10) (0) G=23.58

161.67 ■ (56.03) 19.46 (6.10) G=23.58

IJ2? 161.67 (56.03) 1.87 (0) '-V

G=29.80

49.58

G=29.80 55.48 ■ 口5

G=29.80 55.48

G=29.80

•:引 49.58

A' ■n

图4恒荷载和活荷载作用下框架的受荷图

注：1.图中集中力的单位为 kN，均布力的单位为 kN/m ; 2.图中数值均为标准值; 示恒荷载，括号内数值表示活荷载。

3.括号外数值表

框架在恒荷载和活荷载作用下受荷图如图4所示，竖向荷载与柱轴心有偏心，偏心距均为125mm。

4.4风荷载标准值计算

为简化计算，将计算单元范围内外墙面的风荷载化为等量的作用于楼面的集中风荷载，计算公式为：飞二―dh hj）B/2

式中：氏一基本风压，为 0.45 kN/m

叮一风压高度变化系数，地面粗糙度为 C类

—风荷载体形系数，匕=0.8-（-0.5）=1.3 （迎风面、背风面叠加） •—风振系数，因房屋高度小于30m，所以'z=1.0 hi—下层柱高

hj —上层柱高，对于顶层为女儿墙高 2倍 B —计算单元迎风面宽度，B=7.2m 计算过程见表3。

表3各层楼面处集中风荷载标准值离地高度（m） z Pz h(m) hj (m) 钺(kN) 18.45 0.809 1.0 1.3 3.6 1.2 8.18 14.85 0.74 1.0 1.3 3.6 3.6 11.22 11.25 0.74 1.0 1.3 3.6 3.6 11.22 7.65 0.74 1.0 1.3 3.6 3.6 11.22

4.05 0.74 1.0 1.3 4.05 3.6 11.92 风荷载作用下结构的受荷图如图5所示

4.5水平地震作用计算

4.5.1重力荷载代表值计算

4.5.1.1屋面处重力荷载标准值计算

G女儿墙=2.05 ||43.2 14.7 0.5 2 = 239.44 kN

G屋面板=5.35 也43.2

0.5

14.7 0.5「= 3553.68 kN

G梁=3.18 7.2—0.5 24 2.53 6-0.5 14 2.53 6 12 1.87 2.7-0.5 7

=917.11kN

8.18

G 柱=6.55 1.8-0.12

28 =308.11kN

11.22

G墙=外纵墙+内纵墙+外横墙+内横墙+走廊尽头墙

11.22

111 =-3.86 7.2 -0.5 12 ：： - ||5.03 7.2-0.5

11 6.28 6-0.5 11.22

1 1 ::-||5.19

6-0.5

13 1 3.40 2.7 -0.5

11.92

=602.63kN

G顶层=G女儿墙 G屋面板 G梁-G柱 G墙=239.44+3553.68+917.11+308.11+602.63

=5620.97 kN

4.5.1.2标准层楼面处重力荷载标准值计算

图5风荷载作用下框架的受荷图

注：1.图中各值的单位为 kN ; 2.图中数值均为标准值

G墙=602.63 2 =1205.26kN

G楼面板=3.85 ||；43.2

0.5

14.7 0.5

=2557.32 kN

G 梁=917.11 kN

G柱 =6.55 3.6-0.12 28=638.23kN

G 标准层=6墙 +G 楼面 +G梁 +G 柱=1205.26+2557.32+917.11+638.23

=5317.92 kN

4.5.1.3底层楼面处重力荷载标准值计算

1 _ 1 _ 底层墙=2 |l4.90

7.2 一 0.5 5.78 1 _

7.2 —0.5 11

7.27 6-0.5 ：：_ _ 1 _ -

5.95

1 2

+ 6 —0.5 15 || 4.43 2.7 一0.5 2

=747.88 kN

G墙=602.63 747.88 = 1350.51kN

G 楼面板=2557.32 kN G 梁=917.11 kN

G柱 =638.23 1.136=725.34 kN

G 底层=G« + G 楼面板 +G梁 +G柱 =1350.51+2557.32+917.11+725.34

=5550.28kN

4.5.1.4屋顶雪荷载标准值计算

Q雪=q雪 S =0.40

43.2 0.5

14.7 0.5「= 265.70 kN

4.5.1.5 楼面活荷载标准值计算

Q楼面二ci房间S房间

■ q走廊

S走廊

= 2.0 12 0.5 43.2 0.5 2.5 2.7 43.2 0.5

=1387.48 kN

4.5.1.6总重力荷载代表值计算

屋面处：GEW=屋面处结构和构件自重+0.5雪荷载标准值

=5620.97+0.5 265.70 =5753.82 kN

标准层楼面处：GEi =楼面处结构和构件自重+0.5活荷载标准值

=5317.92+0.5 1387.48 =6011.66 kN

底层楼面处：GE1=楼面处结构和构件自重+0.5活荷载标准值

=5550.28+0.5 1387.48 =6244.02 kN

4.5.1.7总重力荷载设计值计算

屋面处：GEW=1.2屋面处结构和构件自重+1.4雪荷载标准值

=1.2 5620.97+1.4 265.70 =7117.14 kN

标准层楼面处：GEi=1.2屋面处结构和构件自重+1.4活荷载标准值

=1.2 5317.92+1.4 1387.48

=8323.98kN

底层楼面处GE1=1.2屋面处结构和构件自重+1.4活荷载标准值

=1.2 5550.28+1.4 1387.48 =8602.81 kN

4.5.2框架柱抗侧刚度D和结构基本自振周期计算

4.5.2.1 横向D值计算

各层柱的D值及总D值见表4~表9。

构件名称

0.5 I

D- J2

表4横向2~5层中框架D值计算构件名称 - 为lb I c I = ------ «c - D- 12 i2I c 2 + i — Ctc^_2 he 框架柱A 2\".0 竺0型=0.60 0.23 9243 2框架柱B ―汉 ------------------ (0.60+0.68 ) =1.28 0.39 15673 2心.0

表5横向底层中框架D值计算构件名称 :瓦Ib I = Ie «e - 0.5 + - i .12 D _CteIc 2+i h2 e 框架柱A ----- =0.76 0.79 0.60 c ” 0.46 9156 框架柱B 0.58 11545 0.79 0.60+0.68 =1.62

表6横向2~5层边框架D值计算构件名称 I = :-瓦Ib ------ 2Ia = ------- j .12 D =ae eei^~2 2 + i he 框架柱A 2 勺.9532 r\\ A 0.18 7234 框架柱B ―2 汉 ------------------------ * = 0.96 (1.9532 +2.2222 2 疋4.3403 —0.45 ) 0.58 11545 2 汉4.3403

表7横向底层边框架 D值计算 16

1.9532 =0.57 框架柱A 3.4341 0.42 8360 框架柱B 1.9532 +2.2222 --------------------- 0.53 10550 3.4341 =1.22

表8横向2~5层总D值计算构件名称 D 值（kN/m）数量送 D(kN/m) 中框架A轴 9243 5 46215 中框架B轴 15673 5 78365 边框架A轴 7234 2 14468 边框架B轴 12860 2 25720 Z D=164768 X2=329536

表9横向底层总D值计算构件名称 D 值（kN/m）数量 z D(kN/m) 中框架A轴 9156 5 45780 中框架B轴 11545 5 57725 中框架A轴 8360 2 33440 边框架B轴 10550 2 42200

送 D=141325 沢2=282650 4.522结构基本自振周期计算

用假想顶点位移JT计算结构基本自振周期，计算结果见表10

表10假想顶点侧移珥计算结果层次 Gi (kN) Z G (kN) Z D (kN/m) 飞Z Gi i (m) D (m) 加U5 5753.82 5753.82 329536 0.0175 0.2856 4 6011.66 11765.48 329536 0.0357 0.2681 3 6011.66 17777.14 329536 0.0539 0.2324 2 6011.66 23788.80 329536 0.0722 0.1785

1 6244.02 30032.82 282650 0.1063 0.1063 结构基本自振周期考虑非结构墙影响折减系数'■ T =0.6，则结构基本自振周期为:

T1 =1.7 T「T =1.7 0.6

0.2856 = 0.55 s

4.5.3多遇水平地震作用计算

由于该工程所在地区抗震设防烈度为七度，场地土为u类，设计地震分组为第一组, 故: : max -0.12

Tg=0.3S5

FEX=796.87

Geq =0.85GE =0.85 30032.82 = 25527.90kN

仃Y

FEX=477.65

由于Tg£T1

c5Tg，故a仔订1丿一fax

式中：一衰减指数，在Tg ：：：T, :: 5Tg区间取0.9

FEX=365.63

2 —阻尼调整系数，取

1.0

FFEEXX=145.6f0.35 7

=253.60 所以, 丫9

0.12 = 0.07989 T,=0.55s<1.4Tg =0.49s

需要考虑顶部附加水平地震作用的影响，顶部附加地震作用系数：、n=0.08T； 0.07 = 0.114

图6楼层水平地震作用

如图6所示，对于多质点体系，结构底部总纵向水平地震标准值（单位：kN ）作用标准值：FEK = rGeq =0.07989 25527.90 =2039.42kN

附加顶部集中力：「眉八nFEK =0.114 2039.42 二 232.49kN

质点i的水平地震作用标准值、楼面地震剪力及楼面层间位移的计算过程见表11

其中：Fi $ EK 1—n 、GiHi

i 二

表11 Fi，Vj和.—U的计算 AG层 i Hi GHi 迟GT Fi Vi Z D Z UD 庶 (kN) (m) (kN • m) (kN • m) (kN) (kN) (kN/m) (m) 5 5753.82 18.95 109034.89 349087.80 564.38 796.87 329536 0.00242 4 6011.66 15.35 92278.98 349087.80 477.65 1274.52 329536 0.00387 3 6011.66 11.75 70637.01 349087.80 365.60 1640.15 329536 0.00498 2 6011.66 8.15 48995.03 349087.80 253.60 1893.75 329536 0.00575

1 6185.03 4.55 28141.89 349087.80 145.67 2039.42 329536 0.00721

楼层最大位移与楼层层高之比：乡二罟孑二右”孟，满足位移要求

4.5.4刚重比和剪重比验算

为了保证结构的稳定和安全，需分别按式芈丄_ 20和羊匚_ ■进行结构刚重比和剪

Z Gj

j 4

Z Gj

j=L

重比验算。各层的刚重比和剪重比见表12。

表12各层刚重比和剪重比

层 hi (m) 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 Di (kN/m) 329536 329536 329536 329536 282650 Dih (kN) 1186329.6 1186329.6 1186329.6 1186329.6 1296057.5 VEKi (kN) 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 n 送 Gj (kN) j=L Dihi n 送Gj j=i VEKi n 送Gj j=i 5 4 3 2 1 n 5753.82/7117.14 11765.48/15441.12 17777.14/23765.10 23788.80/32089.08 29973.83/40621.10 166.69 76.83 49.92 36.97 29.2 0.138 0.083 0.069 0.059 0.050 注：'• Gj —栏中，分子为第j层的重力荷载代表值，分母为第

j ±

j层的重力荷载设计值，刚重比计

算用重力荷载设计值，剪重比计算用重力荷载代表值。

由表12可见，各层的刚重比半虹均大于20,不必考虑重力二阶效应，各层的剪重

二.Gj

j =i=:

比单J均大于0.016,满足剪重比要求。

.1 G j

5内力计算

5.1恒荷载标准值作用下框架的内力

采用力学求解器计算，求得的内力图如图7到图9所示。

5.2活荷载标准值作用下框架的内力

采用力学求解器计算，求得的内力图如图10到图12所示。

5.3风荷载标准值作用下框架的内力

采用力学求解器计算，求得的内力图如图13到图15所示。

55.05 55.05

35.26 . 体

^^14.83 35.26

38.43 38.43

41.25 41.25

39.63 39.63

60.15 52.56 52.56

60.15 19.24 2.03 0.32 2.03

19.24

26.04 —2249

7.84 1 1 1

'\"7.84 22.49 ”

26.04

31.21

58.69

50.42 50.42 58.69

22.28

匕55

4.55

22.28

21.55~

14.13 2.84 14.13

21.55

33.01

57.93 52.27 52.27

57.93

3.97 2 27 3.97

21.76

21.30

=13.28

21.76

14.81

13.28

21.30

32.47

54.35 9

52.9

52.99

54.35 15.24

5.54 3.83 5.54

A/ /

15.24

24.24

17.1

10.15 10.15

17.10

24.24

33.90

__ -7.92 5.05 5.05 7.92

图7 恒荷载作用下的 M图（单位：kN - m）图8荷载作用下的V图（单位：kN）

192.74

216.32 -

394.95

418.53 丄597.28 i20.86 799.18

822.76 ~1000.35

1030.15

222.28 222.28 245.86 245.86 46 46 7.17

7.17

490.75

490.75 711.94

711.94

735.52 735.52 957.15

957.15

980.73 980.73 1203.08

1203.08

1232.88

1232.88 9 恒荷载作用下的 N图（单位：kN ）192.74

216.32 -394.95

418.53 1597.28

620.86 ■799.18

822.76 \"1000.35

1030.15

6.04 6 .

2.34 2.34 6 4 .0 4

2.75

^73 ------

2.75

1 8

5 8

4 . 2 15 4

8 .

1 0 .

7 7

1 5

37 3 3 53 . 1

11.04

1 8 . 7 4

1 4

7 14 4 7 4 4

9 . 1 4 6*0

8 67 . 4 61 .

61 . 8 7

10.71

3 3

1 5 . 2 14 5 4

1 8 . 3 3 J 4 < f

1 .4 5

”

9 . 3 4

8.99

4 0 . 69 . 4 0

9 9

10.66

37 9.

10.66

1 6

V8 6

1 5 . 49

1 6 . 4 9 4-40 .

6.49 10.37

3 7

11.27

2.47 3 .

图10活荷载作用下的 M图（单位:

kN • m)

图

图11活荷载作用下的 V图（单位：kN ） 4 9

8 9

8.23

7 0.43

2 2.34

图12 活荷载作用下的N图（单位：kN ）

图13风荷载作用下的 M图（单位：kN - m）图14风荷载作用下的 V图（单位:

kN)

图15 风荷载作用下的 N图（单位：kN）

5.4水平地震作用下框架的内力

柱端弯矩计算采用D值法，先分别计算各轴柱反弯点位置，计算结果见

表13各轴框架柱反弯点位置构件层 5 框架柱 A 2 1 5 框架柱 B 4 3 2 1 4 3 h (m) 3.60 3.60 3.60 3.60 4.55 3.60 3.60 3.60 3.60 4.55 表13

yh (m) 1.080 1.260 1.620 1.620 3.038 1.310 1.490 1.670 1.759 2.672 (1-y)h (m) 2.520 2.340 1.980 1.980 1.512 2.290 2.110 1.930 1.841 1.878 i 0.60 0.60 0.60 0.60 0.76 1.28 1.28 1.28 1.28 1.62 y。 0.300 0.350 0.450 0.500 0.670 0.364 0.414 0.464 0.500 0.588 * y2 0 0 0 0 -0.0022 0 0 0 0 -0.0008 y3 0 0 0 -0.05 0 0 0 0 -0.0115 0 y 0.3000 0.3500 0.4500 0.4500 0.6678 0.3640 0.4140 0.4640 0.4885 0.5872 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0

其中y=y° +%+ y? +y3， y、yi、y?、*均由查表得出。框架各柱剪力由公式以先M求得，具体计算过程见表

根据反弯点高度，由公式= Vim 1 -y h，Me下二Vmyh可求得柱端弯矩，计算结果

见表14

表14横向水平地震作用下框架柱剪力和柱端弯矩的计算

构层件 5 框架柱 A 4 3 2 1 5 框架柱 B 4 3 2 1 .左 Vi (kN) 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 Z D 329536 329536 329536 329536 282650 329536 329536 329536 329536 282650 Dim 9243 9243 9243 9243 9156 15673 15673 15673 15673 11545 .右 Dim/迟 D 0.028 0.028 0.028 0.028 0.032 0.048 0.048 0.048 0.048 0.041 Vim (kN) 15.83 29.23 39.48 46.60 57.82 26.84 49.56 66.95 79.01 73.81 yh (m) 1.080 1.260 1.620 1.620 3.038 1.310 1.490 1.670 1.759 2.672 (1-y)h (m) 2.520 2.340 1.980 1.980 1.512 2.290 2.110 1.930 1.841 1.878 Mch (kN • m) 39.89 68.40 78.17 78.17 87.42 61.46 104.57 129.21 145.46 138.62 Mc下 (kN • m) 17.10 36.83 63.96 63.96 175.66 35.16 73.84 111.81 138.98 197.22 与中柱交接的梁 i b ib

Mb左二』右M上• M下ji , Mb右

ib ib

丄右M上M下ji

与边柱交接的梁 Mbj二MJ • MJ -

由此得梁端弯矩，计算过程见表15、16。横向水平地震作用下得弯矩图如图16所示。结合平衡条件，可得到横向水平地震作用下的剪力图和轴力图，分别如图17、18所示。横向水平地震作用下框架梁剪力的计算过程见表17。

表15横向水平地震作用下框架梁端弯矩的计算层 •左 b i•右 b i+i5 0.6 0.68 ・左 b .左丄.右 b b ii•右 b iMc上 (kN ：m ) 61.46 上 M+ib .左丄.右 b i c下 Mcj +M下 j M一右 bAB n ”左 M bBC (kN :m ) 35.16 (kNgm ) 61.46 (kN ：m ) (kN ：28.81 32.65 0.46875 0.53125 0.46875 4 0.6 0.68 65.50 0.53125 104.57 73.84 139.73 74.23 0.46875 3 0.6 0.68 95.18 0.53125 129.21 111.81 203.05 107.87 0.46875 2 0.6 0.68 145.46 0.53125 138.98 257.27 120.60 136.67 1 0.6 0.68 0.46875 0.53125 138.62 197.22 277.60 130.13 147.48 25

表16横向水平地震作用下框架梁端弯矩的计算

..上 M层 Me C 左下 MbAB (kN :m) (kN :m) (kN :m) 5 39.89 17.10 39.89 4 68.40 36.83 85.50 3 78.17 63.96 115.00 2 78.17 63.96 142.13 1 87.42 175.66 151.38 26

表16横向水平地震作用下框架梁端弯矩的计算

表17横向水平地震作用下框架梁剪力的计算

框架梁AB 框架梁BC 层 n M ”左一右M l Vl VbAB bAB bAB M bBC, M bBC bAB (kN :m ) (kN :m ) (m) (kN ) (kN :m ) (m) (kN ) 5 39.89 28.81 6.00 11.45 32.65 2.70 24.19 4 85.50 65.50 6.00 25.17 74.23 2.70 54.99 3 115.00 95.18 6.00 35.03 107.87 2.70 79.90 2 142.13 120.60 6.00 43.79 136.67 2.70 101.24 1 151.38 130.13 6.00 46.92 147.48 2.70 109.24 28.81

39.89 39.89

3265

61.46

. 61.46

32.65

28.81

65.50 74.23 85.50 68.40

104.57

68.40

17.10 35.16 17.10

85.50

74.23

65.50

95.18

107.87 115.00 78.17

129.21

78.17

36.83 73.84 36.83

115.00

107.87

95.18

120.60

136.67 142.13 78.17

145.46

78.17

63.96 111.81 111.81 63.96

142.13

136.67

120.60

130.13

147.48 151.38 87.42

138.62

87.42

63.96 138.98

138.98 63.96

151.38

147.48

130.13

仃5^67刁?羽莎 197.22 197.22 必空少 175.66 茹

：

7.0

图17 水平地震作用下的 V图（单位：kN ）

图18水平地震作用下的 N图（单位：kN ）

5.5重力荷载代表值作用下框架的内力

5.5.1均布重力荷载代表值计算

屋面：qAB =qcD二框架梁上均布荷载+0.5雪荷载

=18.84+0.5 4.40 1.8 0.847 2 =19.45 kN/m

qBc =框架梁上均布荷载+0.5活荷载

=1.87+0.5 0 =1.87 kN/m

楼面：qAB =qcD =框架梁上均布荷载+0.5活荷载

=18.84+0.5 4.40 1.8 0.847 2 =19.45 kN/m

qBc =框架梁上均布荷载+0.5活荷载

=1.87+0.5 0 =1.87 kN/m

5.5.2作用于A柱集中重力荷载代表值计算

屋面处：GEW=恒荷载+0.5雪荷载

= 132.92 0.5 0.4 1.8

7.2-0.5

5 0.4 1.8 0.847 2 6 2

o=136.26 kN

标准层楼面处：0曰=恒荷载+0.5活荷载

=118.99+0.5 烫.38 =135.68 kN

基础顶面处：GE1 =49.58 kN

5.5.3作用于B柱集中重力荷载代表值计算

屋面处：GEW=恒荷载+0.5雪荷载

= 166.53 0.5 [0.4 1.8

7.2 - 0.5 0.4汉1.8 汇 0.847汉 2汇 2

0.4 1.35 7.2 - 0.5]

=171.68 kN

标准层楼面处：GEi =恒荷载+0.5活荷载

=161.679+0.5 56.03=189.69 kN

基础顶面处：GE1 =55.48 kN

框架在重力荷载代表值作用下受荷图如图 19所示。

5.5.4框架内力

采用力学求解器计算，求的内力图如图20到图22所示。

6内力组合

由于梁控制截面的内力值应取自支座边缘处，为此，在进行组合前，应先计算各控制截面的（支座边缘处）内力值。柱上端控制截面在上层的梁底，柱下端控制截面在下层的梁端，按轴线计算简图算得的柱段内力值宜换算到控制截面处的值。

梁控制截面的内力值为：M-V b，V'V -q b

2 2

柱控制截面的内力值为：M >M -V - 2

式中：M ――控制截面的弯矩标准值

V――控制截面的剪力标准值

M――梁柱中线交点处的弯矩标准值

V――与M相应的梁柱中线交点处的剪力标准值 q---- 梁单位长度的均布荷载标准值

b――梁支座宽度（即柱截面高度），柱支座宽度（即梁截面高度）

6.1各种荷载作用下梁控制截面的内力

6.1.1恒荷载作用下梁控制截面的内力

M =M -V b =M -0.25V2 2

，V=V -q b =V -0.25q

计算结果见表18。

表18恒荷载作用下梁控制截面的内力

梁控制截面的弯矩 M '（kN ：m）梁控制截面的剪力层 V'（kN） MAB MBA MBC MCB VAB VBA VBC 5 -40.10 -21.96 -14.20 -14.20 55.11 -48.51 2.05 -2.05 4 -45.24 -38.38 -1.40 -1.40 54.78 -52.26 2.05 -2.05 3 -43.75 -36.17 -3.92 -3.92 54.90 -52.14 2.05 -2.05 2 -43.10 -37.91 -3.34 -3.34 54.46 -52.58 2.05 -2.05 29

1 -39.70 -38.45 -4.91 -4.91 53.75 -53.29 2.05 -2.05 30

136.26

171.68

136.26

19.37

1.87

19.37

G=23.5

G=23.58 3=23.58

G=23.58

135.68 8 189.69

、

12189.69

123(135.68

22.51

1.87

JL.

3=23.58

G=23.58 3=23.58

G=23.58

135.68 123(135.68

22.51 22.51

1.87

3=23.58 G=23.58

3=23.58

G=23.58

135.68 IM

22.51 22.51

1.87

G=23.5

G=23.58 G=23.58

G=23.58

135.68 8

135.68

22.51

1.87

G=29.8G=29.80 G=29.80 G=29.80

49.58 55.48

125 55.48

VS' 49.58

、

MCE

图19重力荷载代表值作用下框架的受荷图注：1•图中集中力的单位为 kN，均布力的单位为 kN/m ;

2•图中数值均为标准值；

1 1 血MB 吕 7.200 呂 \\z 0 - D.ffiD 5 7.70 1 4 .I 836 1 l46.Q 6

-------4 2 . [0 9 4 0.57

4 0.57

4 2.09 / \\

5 3

'6 0 . 1 7 6 0.

1 7

2 . 502. 8

勺

\\ 2 7

[091 ~9 F

2-9- 3%0

2-4

| \\

2 3 6.45

2 4 --0T

3 6.45

5 8 . 1 5 5 8.

4 . 937. 2 45.

\\\\ 51 0 5 . ~91 /5 8 8

2 5 . ~^3

/ \\

5U-

3 8.14

6 0. 2560.

2 5 4

. 3

刃.64

I 3 9w

1T 3/ . 01 17 j -

1一

.一.一

)1 15 . '1 3

3 7.57

5 .

、一 __ 6 1 . 2 06 1 .

6 . T49. 4 6 .

一一/

3 7.57

2 8.25

K 1 9 61 41 . 6 16 1

61 69 . 6 4

3 9.22

5.80 5.80 图20 重力荷载代表值作用下的 M图（单位：kN）

5 7.70

4 0.66

6 9.53

2f |

3.27

3 0

2 9

6 8.16

2 5.88 ~33 1 f

I 6 7.20

2 5.40 8

孑4

6 2.96 17.74 2 5

57.12 59.10

图21重力荷载代表值作用下的 V图（单位：kN） 8

1 6

图22 重力荷载代表值作用下的 N图（单位: kN)

6.1.2活荷载作用下梁控制截面的内力

计算结果见表19

表19活荷载作用下梁控制截面的内力梁控制截面的弯矩 M '（kN ：m）梁控制截面的剪力 V（kN）层 MAB MBA MBC MCB VAB VBA VBc VcB 5 -4.75 -1.36 0.08 0.08 4.80 -3.56 0 0 4 -13.83 -9.86 -1.77 -1.77 17.50 -16.06 0 0 3 -14.00 -10.33 -1.46 -1.46 17.45 -16.11 0 0 2 -13.63 -10.80 -1.45 -1.45 17.30 -16.26 0 0

1 -12.23 -10.97 -2.14 -2.14 17.01 -16.55 0 0 6.1.3风荷载作用下梁控制截面的内力

计算结果见表20。

表20风荷载作用下梁控制截面的内力

层梁控制截面的弯矩 M '（kN ：m）梁控制截面的剪力 V'（kN） MAB MBA MBc MCB VAB VBA VBc VCB 5 3.99 -3.85 1.38 -1.38 -1.42 -1.42 -1.25 -1.25 4 8.91 -8.34 5.53 -5.53 -3.14 -3.14 -5.02 -5.02 3 15.21 -13.99 10.72 -10.72 -5.31 -5.31 -9.75 -9.75 2 21.43 -19.75 16.40 -16.40 -7.49 -7.49 -14.91 -14.91

1 27.96 -24.67 20.62 -20.62 -9.57 -9.57 -18.75 -18.75 6.1.4水平地震作用下梁控制截面的内力

计算结果见表21。

表21水平地震作用下梁控制截面的内力梁控制截面的弯矩 M \"（kN ：m）梁控制截面的剪力 V'（kN）层 MAB MBA MBc MCB VAB VBA VBC VCB 5 37.08 -26.00 26.60 -26.60 -11.45 -11.45 -24.19 -24.19 4 79.21 -59.21 60.48 -60.48 -25.17 -25.17 -54.99 -54.99 3 106.24 -86.42 87.90 -87.90 -35.03 -35.03 -79.90 -79.90 2 131.18 -109.65 111.36 -111.36 -43.79 -43.79 -101.24 -101.24

1 139.65 -118.40 120.17 -120.17 -46.92 -46.92 -109.24 -109.24 33

6.1.5重力荷载代表值作用下梁控制截面的内力

计算结果见表22

表22重力荷载代表值作用下梁控制截面的内力梁控制截面的弯矩M '（kN ：m）梁控制截面的剪力V'（kN）层 MAB MBA MBC MCB VAB VBA VBC VCB 5 -42.23 -21.90 -14.23 -14.23 56.97 -49.57 2.05 -2.05 4 -52.26 -43.68 -1.89 -1.89 63.46 -60.34 2.05 -2.05 3 -50.86 -41.69 -4.34 -4.34 63.57 -60.23 2.05 -2.05 2 -50.03 -43.66 -3.76 -3.76 63.06 -60.74 2.05 -2.05

1 -46.01 -44.39 -5.56 -5.56 62.19 -61.61 2.05 -2.05 6.2各种荷载作用下柱控制截面的内力

6.2.1恒荷载作用下柱控制截面的内力

计算结果见表23。

表23恒荷载作用下柱控制截面的内力（单位： kN）框架柱A 框架柱B 层 M上 M下 M上 M下 5 -33.95 21.56 36.83 -18.07 4 -16.41 18.72 6.50 -10.20 3 -19.26 18.28 12.23 -11.38 2 -18.57 21.05 12.60 -14.89

1 -13.97 6.65 9.32 -4.22 6.2.2活荷载作用下柱控制截面的内力

计算结果见表24。

表24活荷载作用下柱控制截面的内力（单位：

kN ）框架柱A 框架柱B 层 M上 M下 M上 M下 5 -5.04 7.36 1.91 -4.63 4 -8.84 8.23 6.35 -5.89 3 -7.88 7.73 5.52 -5.51 2 -7.97 9.00 6.29 -7.30 1 -5.95 2.83 4.54 -2.06 34

623风荷载作用下柱控制截面的内力

计算结果见表25。

表25风荷载作用下柱控制截面的内力（单位：

框架柱A 框架柱B 层 M上 M下 M上 M下 5 3.96 -0.75 5.24 -2.75 4 7.66 -3.52 10.99 -7.92 3 10.71 -6.72 16.63 -13.41 2 13.40 -8.62 22.47 -20.38 1 16.94 -31.76 24.84 -35.32 6.2.4水平地震作用下柱控制截面的内力

计算结果见表26。

表26水平地震作用下柱控制截面的内力（单位：

框架柱A 框架柱B 层 M上 M下 M上 M 下 5 35.93 -13.14 54.75 -28.45 4 61.09 -29.52 92.18 -61.45 3 68.30 -54.09 112.47 -95.07 2 66.52 -52.31 125.71 -119.23 1 72.97 -161.21 120.17 -178.77 6.2.5重力荷载代表值作用下柱控制截面的内力

计算结果见表27。

表27重力荷载代表值作用下柱控制截面的内力（单位：框架柱A 框架柱B 层 M上 M下 M上 M下 5 -35.80 24.44 37.50 -19.42 4 -19.90 21.96 8.29 -11.87 3 -22.36 21.32 13.81 -12.97 2 -21.68 24.53 14.47 -17.10 1 -16.26 7.74 10.70 -4.84 kN）

kN）

表28框架梁AB的基本组合表（非地震）荷载类别层截面内力种类恒荷载内力组合 1.2 恒 + 1.4 活 + 1.4X 0.6 左风 S 1.35 恒 + 1.4X 0.7活 + 1.4X 0.6 左风 1.35 恒+ 1.4X 0.7 活+ 1.4 X 0.6 右风活荷载左风右风 1.2 恒 + 1.4 活 + 1.4X 0.6 右风 1.2 恒 + 1.4左风+ 1.4 X 0.7 活 1.2 恒 + 1.4右风+ 1.4 X 0.7 活 M max M min -62.14 1 V 1 max 左中右 M V M M V M V M -40.10 55.11 39.63 -21.96 -48.51 -45.24 54.78 31.21 -38.38 -52.26 -43.75 54.90 33.01 -36.17 -52.14 -43.10 54.46 32.47 -37.91 -52.58 -39.70 53.75 33.90 -38.45 -53.29 -4.75 4.80 3.30 -1.36 -3.56 -13.83 17.50 13.25 -9.86 -16.06 -14.00 17.45 12.85 -10.33 -16.11 -13.63 17.30 12.79 -10.80 -16.26 -12.23 17.01 13.52 -10.97 -16.55 3.99 -1.42 0.07 -3.85 -1.42 8.91 -3.14 0.29 -8.34 -3.14 15.21 -5.31 0.61 -13.99 -5.31 21.43 -7.49 0.84 -19.75 -7.49 27.96 -9.57 1.65 -24.67 -9.57 -3.99 1.42 -0.07 3.85 1.42 -8.91 3.14 -0.29 8.34 3.14 -15.21 5.31 -0.61 13.99 5.31 -21.43 7.49 -0.84 19.75 7.49 -27.96 9.57 -1.65 24.67 9.57 -51.42 71.66 52.23 -31.49 -64.39 -66.17 87.60 (56.25 -66.87 -87.83 -59.32 85.85 |58.11 -69.62 -89.58 -52.80 83.28 〔57.58 -77.20 -92.15 -41.28 80.28 60.99 -82.22 -95.16 -58.12 74.04 52.12 -25.02 -62.00 -81.13 92.87 55.76 -52.85 -82.56 -84.88 94.77 57.09 -46.11 -80.66 -88.80 95.86 56.16 -44.02 -79.57 -88.25 96.35 58.22 -40.78 -79.08 -47.19 68.85 50.89 -33.07 -63.69 -55.37 78.49 50.84 -67.39 -82.85 -44.93 75.55 53.06 -73.11 -85.79 -35.08 71.82 52.67 -83.73 -89.52 -20.48 67.77 56.24 -91.43 -93.57 -58.36 72.82 50.69 -22.29 -59.71 -80.32 87.28 50.03 -44.04 -74.05 -87.51 90.42 51.35 -33.94 -70.92 -95.08 92.79 50.32 -28.43 -68.54 -98.77 94.57 51.62 -22.35 -66.77 -55.44 77.91 56.79 -34.21 -70.17 -67.14 88.47 55.36 -68.48 -88.93 -60.01 86.76 57.67 -70.70 -90.64 -53.54 84.18 57.07 -78.35 -93.21 -42.09 81.19 60.40 -83.38 -96.20 -62.14 80.30 56.68 80.30 56.79 5 -27.74 -34.21 -70.17 -67.78 -82.11 左中右 -82.11 93.74 56.25 4 93.74 54.87 -54.47 -83.65 -85.56 右' M V M -68.48 -88.93 -87.51 左中 3 V M M 95.68 56.64 95.68 58.11 -47.20 -73.11 -90.64 右 V M V M M V M V M M V -81.72 -89.54 -95.08 96.77 左中 96.77 55.66 2 57.58 七右 -45.17 -83.73 -93.21 -80.63 -89.07 -98.77 97.27 左中右 97.27 57.63 1 60.99 -41.94 -91.43 -96.20 36

-80.12

荷载类别层截内力面种类恒荷载活荷载表29 框架梁BC的基本组合表（非地震）内力组合 1.2 恒+ 1.4 活+ 1.4X 0.6 左风 S 1.35 恒 + 1.4X 0.7 活 + 1.4X 0.6 左风 1.35 恒 + 1.4X 0.7 活 + 1.4X 0.6 右风左风右风 1.2 恒 + 1.4 活 + 1.4X 0.6 右风 1.2 恒 + 1.4左风+ 1.4 X 0.7 活 1.2 恒 + 1.4右风+ 1.4 X 0.7 活 M max M min -20.25 1 V 1 max 左 M -14.20 2.05 -13.13 -14.20 -2.05 -1.40 2.05 -0.32 -1.40 -2.05 -3.92 2.05 -2.48 -3.92 -2.05 -3.34 2.05 -2.27 -3.34 -2.05 -4.91 2.05 -3.83 -4 91 -2.05 0.08 0.00 0.08 0.08 0.00 -1.77 0.00 -1.77 -1.77 0.00 -1.46 0.00 -1.46 -1.46 0.00 -1.45 0.00 -1.45 -1.45 0.00 -2.14 0.00 -2.14 -2 14 0.00 1.38 -1.25 0.00 -1.38 -1.25 5.53 -5.02 0.00 -5.53 -5.02 10.72 -9.75 0.00 -10.72 -9.75 16.40 -14.91 0.00 -16.40 -14.91 20.62 -18.75 0.00 -20 62 -18.75 -1.38 1.25 0.00 1.38 1.25 -5.53 5.02 0.00 5.53 5.02 -10.72 9.75 0.00 10.72 9.75 -16.40 14.91 0.00 16.40 14.91 -20.62 18.75 0.00 20 62 18.75 -15.77 1.41 -15.64 -18.09 -3.51 0.49 -1.76 -2.86 -8.80 -6.68 2.26 -5.73 -5.02 -15.75 -10.65 7.74 -10.06 -4.75 -19.81 -14.98 8.43 -13.29 -7.59 -26.21 -18.21 -18.09 3.51 -15.64 -15.77 -1.41 -8.80 6.68 -2.86 0.49 1.76 -15.75 10.65 -5.02 2.26 5.73 -19.81 14.98 -4.75 7.74 10.06 -26.21 18.21 -7.59 8.43 13.29 -15.03 -18.89 4.21 -15.68 -15.03 -0.71 - -17.93 1.72 -17.65 -20.25 -3.82 1.02 -1.45 -2.17 -8.27 -6.98 2.28 -5.42 -4.78 -15.73 -10.96 7.85 -9.76 -4.49 -19.71 -15.29 8.60 -12.98 -7.27 -26.05 -18.52 -20.25 5 V :中 M 右左 M V M V M M V 左 M V M M V 左 M V M M V 左 M V M M V 0.71 -15.68 -18.89 3.82 -17.65 4.21 -15.64 -17.93 -20.25 -4.21 -4.21 4.33 -4.57 -1.72 -8.27 11.16 9.49 -2.12 4.33 4.57 -11.16 9.49 6.98 -2.17 4 I 右 -2.12 -2.12 -11.16 1.02 -11.16 -9.49 -9.49 1.45 -15.73 8.87 21.14 16.11 -21.14 16.11 -11.19 10.96 -4.78 3 I 右 -4.41 -4.41 8.87 11.19 -4.41 -21.14 2.28 -21.14 -16.11 -16.11 17.53 5.42 -19.71 28.39 23.33 -28.39 23.33 -18.41 15.29 -4.49 2 I 右 1-4.15 -4.15 17.53 18.41 -4.15 -28.39 7.85 -28.39 -23.33 -23.33 20.88 9.76 -26.05 36.86 28.71 -36.86 28.71 -23.79 -6.69 18.52 -7.27 1 中右 -6.69 20.88 23.79 -6.69 -36.86 8.60 -36 86 -28.71 37

-28.71 12.98

6.3框架梁内力组合

631非地震作用下框架梁内力组合

非地震作用下框架梁AB、BC的内力组合分别见表28、29。

6.3.2地震作用下框架梁内力组合

6.3.2.1 梁端截面组合剪力设计值调整

为了避免梁在弯曲破坏前发生剪切破坏，应按“强剪弱弯”的原则调整框架梁端部截面组合的剪力设计值：必二vb

Mb Mb Vb

式中：M：、Mb —分别为梁左右端逆时针或顺时针方向正截面组合的弯矩设计值

VGb —梁在重力荷载代表值作用下，按剪支梁分析的梁端截面剪力设计值 ln —梁的净跨

—梁的剪力增大系数，三级抗震取 1.1

框架梁AB、BC梁端剪力的计算过程分别见表30、31。

表30经“强剪弱弯”调整后的框架梁 AB的梁端剪力组合 VGb 层截面 Mb (kN m ) Mbr (kN m) ln (m) 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 = °.5qln 必=1.仆一— ln (kN ) Mb + M\"b (kN ) 63.92 左 5 右左 4 右左 3 右左 2 右左 1

-100.08 -60.08 -165.69 -129.39 -199.14 -162.37 -230.57 -194.94 -236.76 -207.19 11.90 4.97 33.29 50.71 70.66 87.25 98.89 120.50 109.53 135.54 86.32 76.93 63.92 74.28 74.28 114.08 110.30 128.24 74.28 74.28 124.21 137.37 143.54 74.28 140.17 74.28 74.28 右 74.28 142.83 表31经“强剪弱弯”调整后的框架梁 BC的梁端剪力组合 Mb 层截面 Mb (kN m ) ln (m ) (kN m ) VGb =0.5qln (kN ) V ,仆Mb+M：+V ln (kN ) 十 VGb Vb=1.仆 38

左 5 右左 4 右左 3 右左 2 右左 1

-51.66 -51.66 -80.89 -80.89 -119.48 -119.48 -149.28 -149.28 -162.89 -162.89 20.35 20.35 76.73 76.73 109.93 109.93 141.01 141.01 150.66 150.66 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.20 2.47 38.47 2.47 38.47 81.28 2.47 2.47 81.28 117.17 117.17 147.61 147.61 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 159.25 159.25 右 2.47 6.322 框架梁内力组合

地震作用下框架梁AB、BC的内力组合分别见表32、33。 M max取跨中弯矩与支座正弯矩的较大值。

6.4框架柱内力组合

6.4.1非地震作用下框架柱内力组合

非地震作用下框架柱A、B的内力组合分别见表34、35。

6.4.2地震作用下框架柱内力组合

为了使框架结构在地震作用下塑性铰首先在梁中出现，就必须满足“强柱弱梁”的原则，对柱端弯矩设计值予以调整：'、Me二Q Mb

式中：Me —节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和

Mb —节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和

—柱端弯矩增大系数，三级抗震取 1.1

框架顶层柱和轴压比小于0.15的柱弯矩不需要做调整，可取最不利内力组合的弯矩值作为设计值，三级框架结构的底层柱固定端截面组合的弯矩值，

应乘以1.15的增大系数后

作为设计值。轴压比为0.15的框架柱的轴力N =0.15feA = 0.15 14.3 5002 =536.25kN，故柱控制截面轴力大于536.25kN时，需要按“强柱弱梁”对柱端弯矩设计值进行调整。

为了防止柱在压弯破坏前发生剪切破坏，应按“强剪弱弯”的原则，对柱端剪力设计值予以调整：V^ ve

Me MeC

表32 框架梁AB的基本组合表（地震）内截力面种类左 5 中右 M V M M V 左 4 中右 M V M M V 左 3 中右左 2 中右 M V M M V M V M M V 左 1 中右荷载类别内力组合重力荷载代1.2重 + 1.3左1.0 重 +1.3 1.2 重 + 1.3 1.0 重 + 1.3 左震右震右震表值震 -43.23 56.97 40.57 -21.90 -49.57 -52.26 63.46 36.45 -43.68 -60.34 -50.86 63.57 38.14 -41.69 -60.23 -50.03 63.06 37.57 -43.66 -60.74 -46.01 62.19 39.22 -44.39 -61.61 -8.00 53.48 55.89 -60.08 -74.37 S 「REX S 1 V 1 max 层左震 37.08 -11.45 5.54 -26.00 -11.45 79.21 -25.17 10.00 -59.21 -25.17 106.24 -35.03 9.91 -86.42 -35.03 131.18 -43.79 10.77 -109.65 -43.79 139.65 -46.92 10.63 -118.40 -46.92 右震 -37.08 11.45 -5.54 26.00 11.45 -79.21 25.17 -10.00 59.21 25.17 -106.24 35.03 -9.91 86.42 35.03 -131.18 43.79 -10.77 109.65 43.79 -139.65 46.92 -10.63 118.40 46.92 M max M min -100.08 M max M min -75.06 1 V 1 max 亟 42.09 47.77 -55.70 -64.46 -100.08 83.25 41.48 7.52 -44.60 -91.43 71.86 33.37 11.90 86.32 55.89 73.37 41.91 -60.08 -45.06 -124.27 -34.69 -76.93 -65.39 40.26 43.43 56.74 -129.39 -105.13 50.71 30.74 49.45 -120.65 -93.06 -165.69 108.87 30.74 -155.23 -165.69 114.08 56.74 96.18 23.45 96.97 42.56 24.56 -39.69 -199.14 121.82 32.89 33.29 -129.39 -97.04 -27.62 -110.30 -93.76 77.08 30.75 58.65 -162.37 -117.82 87.25 18.03 51.02 -154.04 -105.77 120.50 6.13 -188.97 -199.14 128.24 87.25 -149.36 109.11 25.26 109.01 65.44 62.32 -26.74 70.66 -162.37 -121.78 -172.93 -14.69 -124.21 -105.5( 110.50 18.75 59.09 -194.94 -129.82 -230.57 132.60 31.08 -220.56 -230.57 119.99 140.17 119.15 90.38 51.57 -186.21 -117.67 135.54 1.19 23.57 120.50 90.15 -15.96 98.89 -194.94 -146.21 -177.57 -3.81 -137.37 -116.7 M V M M V 126.33 13.63 60.88 -207 19 -134.93 -236.76 135.62 33.25 -227.56 -236.76 123.19 143.54 122.01 [101.66 53.04 -198.31 -122.61 100.65 -12.94 25.40 109 53 -0.61 135.54 -207.19 -155.39 -142.83 -) 121.4( 40

层截面内力种类 M V M M V 荷载类别左震 26.60 -24.19 0.00 -26.60 -24.19 60.48 -54.99 0.00 -60.48 -54.99 87.90 -79.90 0.00 -87.90 -79.90 111.36 -101.24 0.00 -111.36 -101.24 120.17 -109.24 0.00 -120.17 -109.24 表33 框架梁BC的基本组合表（地震）内力组合重力荷载代1.2重 + 1.3左1.0 重 + 1.3 1.2 重 + 1.3 1.0 重 + 1.3 左震右震右震表值震 -14.23 2.05 -13.16 -14.23 -2.05 -1.89 2.05 -0.82 S 「REX S 1 V 1 max 右震 -26.60 24.19 0.00 26.60 24.19 -60.48 54.99 0.00 60.48 54.99 -87.90 79.90 0.00 87.90 79.90 -111.36 101.24 0.00 111.36 101.24 -120.17 109.24 0.00 120.17 109.24 M max M min -51.66 M max M min -38.74 1 V 1 max 左 17.50 -28.99 -15.79 -51.66 -33.91 5 中右 20.35 -29.40 -13.16 -48.81 -51.66 33.91 -15.79 17.50 28.99 -48.81 33.50 -13.16 20.35 29.40 38.47 20.35 32.70 15.26 -51.66 -38.74 左 M V M M V M V 76.36 -69.03 -0.98 4 中右 -33.50 76.73 -69.44 -0.82 -38.47 -32.70 -60.67 -80.89 73.95 -0.98 -80.51 -80.89 81.28 76.73 -1.89 -2.05 -4.34 2.05 -3.26 -80.89 -73.95 109.06 -101.41 -3.91 -80.51 -73.54 76.36 69.03 73.54 -0.82 76.73 69.44 69.09 57.55 -80.89 -60.67 -81.28 -69.09 -89.61 左 109.93 -101.82 -3.26 -118.61 -105.92 -119.48 106.33 -3.91 -118.61 -119.48 117.17 105.92 -3.26 99.60 3 :中 M 右 M V 左 M V M M V 左 M V M M V 109.93 82.45 -4.34 -2.05 -3.76 2.05 -2.69 -119.48 -106.33 140.26 -129.15 -3.23 109.06 101.41 109.93 -119.48 -89.61 101.82 -117.17 -99.60 -111.96 141.01 -129.56 -2.69 -148.53 -133.66 -149.28 134.07 -3.23 -148.53 -149.28 147.61 133.66 -2.69 125.47 2 中右 141.01 105.76 -3.76 -2.05 -5.56 2.05 -4.49 -149.28 -134.07 149.55 -139.55 -5.39 -162 89 140.26 129.15 141.01 -149.28 -111.96 -147.61 - 125.47 129.56 150.66 -139.96 -4.49 -161.78 -144.06 -162.89 144.47 -5.39 -161.78 -162.89 -122.17 144.06 159.25 135.36 113.00 1 中右 -4.49 150.66 150.66 -5.56 -2.05 149.55 139.55 -162.89 -122.17 -144.47 139.96 -159.25 - 135.36 41

荷载类别层截内力面种类恒荷载表34 框架柱A的基本组合表（非地震）内力组合 1.2 恒+ 1.4 活+ 1.4 X 0.6 左风 S 1.35 恒+ 1.4 X 0.7 活 +1.4 X 0.6 左风 1.2 恒 + 1.4 活 + 1.4X 0.6 右风活荷载左风右风 1.2 恒 + 1.2 恒+ 1.4左风+ 1.4右风+ 1.4 X 0.7 活 1.4X 0.7 活 1.35 恒 + 1.4X 0.7 活 +1.4 X 0.6 右风 Nmax 及相应的 M , V Nmin 及相应的 M , V -40.14 -242.52 32.03 -270.82 -23.28 -17.63 -532.13 25.60 -560.42 -13.95 -15.84 -818.78 20.10 -847.08 -11.58 -11.33 -1101.73 22.01 -1130.03 -10.74 1.12 -1380.61 -33.71 -1416.37 8.61 1 M 1 max及相应的N , V -54.10 -274.61 36.95 -306.45 -29.38 -37.25 -601.59 36.94 -598.31 -24.32 -45.83 -846.42 38.92 -874.72 -27.34 -48.85 -1150.34 46.15 -1178.64 -30.65 -46.31 -1456.02 55.22 -1491.78 -25.08 42

上 5 M N M -33.95 -192.74 21.56 -216.32 -17.91 -16.41 -394.95 18.72 -418.53 -11.33 -19.26 -597.28 18.28 -620.86 -12.10 -18.57 -799.18 21.05 -822.76 -12.78 -13.97 -1000.35 6.65 -1030.15 -5.09 -5.04 -13.49 7.36 -13.49 -4.00 -8.84 -65.89 8.23 -65.89 -5.50 -7.88 -118.23 7.73 -118.23 -5.04 -7.97 -170.43 9.00 -170.43 -5.47 -5.95 -222.34 2.83 -222.34 -2.17 3.96 1.42 -0.75 1.42 1.52 7.66 4.56 -3.52 4.56 3.60 10.71 9.87 -6.72 9.87 5.63 13.40 17.36 -8.62 17.36 7.11 16.94 26.93 -31.76 26.93 12.03 -3.96 -1.42 0.75 -1.42 -1.52 -7.66 -4.56 3.52 -4.56 -3.60 -10.71 -9.87 6.72 -9.87 -5.63 -13.40 -17.36 8.62 -17.36 -7.11 -16.94 -26.93 31.76 -26.93 -12.03 -44.47 -248.98 35.55 -277.28 -25.82 -25.63 -562.36 31.03 -590.65 -18.27 -25.15 -873.97 27.11 -902.26 -16.85 -22.19 -1183.04 30.62 -1211.33 -17.02 -10.86 -1489.07 -14.74 -1524.83 0.96 -51.12 -251.37 36.81 下 N V 上 4 M N M 下 N V 上 3 M N M 下 N V 上 2 M N M 下 N V 上 1 M N M 下 N -279.66 -28.37 -40.14 242.52 32.03 270.82 -23.28 -17.63 532.13 25.60 560.42 -13.95 -15.84 818.7- 8 20.10 - 847.08 -11.58 -11.33 -51.22 -246.50 34.13 -274.79 -27.54 -39.08 -544.90 35.46 -573.19 -24.03 -47.45 -272.23 -54.10 -54.10 -274.61 36.95 -306.45 -29.38 -37.25 -601.59 36.29 -633.42 -23.71 -42.72 -930.48 37.90 -962.32 -26.00 -44.14 -1260.50 44.48 -1292.33 -28.59 -38.92 -1590.99 38.43 -1631.22 -19.10 -274.61 35.69 -304.06 -26.82 36.95 -306.45 -29.38 -38.50 -24.38 -593.92 -37.25 -570.02 -601.59 36.94 30.38 -625.76 36.29 -598.31 -633.42 -24.32 -17.66 -23.71 -43.14 -890.55 38.40 -918.84 -26.31 -45.83 346.4- 2 38.92 - 874.72 -27.34 -24.73 -913.90 -42.72 -930.48 37.90 -962.32 26.61 -945.74 -16.55 -26.00 -44.70 -48.85 -21.62 -1231.33 -44.14 -1212.20 -1101.73 -1150.34 -1260.50 45.10 22.01 46.15 30.00 -1263.17 44.48 -1240.50 -1130.03 -1178.64 -30.65 -1292.33 -28.97 -39.32 -10.74 -16.64 -28.59 1.12 -46.31 -10.46 -1545.74 -38.92 -1534.32 -1380.61 -1456.02 -1590.99 38.62 -33.71 55.22 -14.93 -1585.97 38.43 -1570.08 -19.25 -1416.37 -1491.78 -25.08 -1631.22 V 8.61 1.11 -19.10

表35 框架柱B的基本组合表（非地震）荷载类别层截面内力种类恒荷载内力组合 1.2 恒+ 1.4 活+ 1.4 X 0.6 左风 S 1.35 恒+ 1.4 X 0.7 活 +1.4 X 0.6 左风活荷载左风右风 1.2 恒 + 1.4 活 + 1.4X 0.6 右风 1.2 恒+ 1.4右风+ 1.4 X 0.7 活 1.4X 0.7 活 1.2 恒 + 1.4左风+ 1.35 恒+ 1.4X 0.7 活 +1.4 X 0.6 右风 Nmax 及相应的 M , V 55.99 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 5.77 -720.73 -12.89 -752.56 6.00 7.95 -1127.09 -9.50 -1158.93 5.62 4.30 -1536.69 -10.14 -1568.53 4.65 1 -3.83 -1949.03 21.95 Nmin及相 1 M 1 max应的M , V 38.73 -282.97 -22.37 -311.27 19.69 29.41 -646.82 -29.10 -675.12 18.86 43.37 -1006.53 -37.83 -1034.82 26.19 52.74 -1362.72 -53.55 -1391.02 34.28 50.41 -1717.61 -56.53 -1753.37 26.40 及相应的N , V 55.99 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 29.41 -646.82 -29.10 -675.12 18.86 43.37 -1006.53 -37.83 -1034.82 26.19 52.74 -1362.72 -53.55 -1391.02 34.28 50.41 -1717.61 -56.53 -1753.37 26.40 43

上 5 下 M N M N V 36.83 -222.28 -18.07 -245.86 17.70 6.50 -467.17 -10.20 -490.75 5.38 12.23 -711.94 -11.38 -735.52 7.61 12.60 -957.15 -14.89 -980.73 8.86 9.32 -1203.08 -4.22 -1232.88 3.34 1.91 -16.81 -4.63 -16.81 2.10 6.35 -90.42 -5.89 -90.42 3.94 5.52 -164.09 -5.51 -164.09 3.56 6.29 -237.90 -7.30 -237.90 4.39 4.54 -312.00 -2.06 -312.00 1.63 5.24 -0.17 -2.75 -0.17 2.58 10.99 1.71 -7.92 1.71 6.10 16.63 6.15 -13.41 6.15 9.69 22.47 13.57 -20.38 13.57 13.82 24.84 22.75 -35.32 22.75 14.85 -5.24 0.17 2.75 0.17 -2.58 -10.99 -1.71 7.92 -1.71 -6.10 -16.63 -6.15 13.41 -6.15 -9.69 -22.47 -13.57 20.38 -13.57 -13.82 -24.84 -22.75 35.32 -22.75 -14.85 51.27 -290.41 -30.48 -318.71 26.35 25.92 -685.76 -27.14 -714.05 17.10 36.37 -1078.89 -32.63 -1107.18 22.26 42.80 -1470.24 -45.21 -1498.54 28.39 38.41 -1861.39 -37.62 -1897.15 18.76 42.47 -290.13 -25.86 -318.42 22.01 53.40 -283.45 38.73 - 282.97 55.99 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 24.23 -717.85 -26.20 -749.69 16.25 35.89 -1116.76 47.19 -316.41 -26.62 -348.24 23.79 -30.07 -311.74 26.91 -22.37 - 311.27 19.69 -1.36 -651.61 -6.92 -679.91 1.78 -3.20 -1023.75 -0.28 -1052.04 -0.95 -10.17 -1400.72 3.51 -1429.02 -4.41 -19.14 -1781.31 42.37 -1817.07 -15.18 上 4 下 M N M N V M N M 7.46 -688.63 29.41 5.77 -13.83 -716.92 6.85 8.43 -646.82 ■29.10 -675.12 -720.73 -12.89 -752.56 6.00 18.86 上 3 下 43.37 7.95 -1089.22 -10.11 N V M N M -1117.52 -1006.53 ■37.83 -1034.82 -1127.09 -32.03 -1148.59 21.90 42.05 -1513.90 -44.37 -1545.73 27.87 -9.50 -1158.93 5.98 26.19 5.62 4.30 上 2 下 5.05 52.74 -1493.04 -10.97 N V M N M -1521.33 5.17 -3.33 -1362.72 ■53.55 -1391.02 -1536.69 -10.14 -1568.53 4.65 34.28 50.41 上 1 下 37.90 -1910.81 -3.83 -1899.61 21.72 N V -1935.37 -1717.61 ■56.53 -1753.37 -1949.03 21.95 -37.38 -1951.04 -1989.26 MUI -6.37 -6.18 26.40 18.58 -6.37

式中：M；、M：—分别为柱上、下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩设计值（应取调整

增大后的设计值），且取顺时针方向之和与逆时针方向之和两者的较大值

Hn —柱的净高

v；

—柱端剪力增大系数，三级抗震取 1.1

642.1 框架柱A柱端截面组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整

（1）对“ Nmax及相应的M,V ”组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整取第4层A柱

进行“强柱弱梁”、“强剪弱弯”的调整。此时，地震作用为右震。右震时，第4层A柱节点处上柱截面的弯矩为46.41 kN，节点处梁端组合弯矩设计值

Mb =「165.69kN m，如图23所示，根据M；二「Mb得节点处下柱截面组合弯矩设计值为 1.1x165.69 —46.41 =135.85 kN m 右震时，第3层A柱节点处上柱截面的弯矩分配系数为

64.73 64.73 115.62

= 0.359，节点

处下柱截面的弯矩分配系数为 0.641，节点处梁端组合弯矩设计值 M： =-199.14kN m，如图24所示，根据a M；二「Mb可得:

节点处上柱截面组合弯矩设计值为 0.359x1.1x199.14 =78.64 kN m 节点处下柱截面组合弯矩设计值为 0.641汉1.1如99.14 =140.41 kN m 第4层柱端组合剪力设计值为 V =1

他8督8.64』76.1仆，

3.6 - 0.5

78. 64k Nm

■—1~

如图25所示。

135.85kN • m

46.41kN - m

165.69kN - m

1 9 9. 1 4 kNm

V=76.11kN

1 4 0. 41 k・Nm

图24右震时3层A柱节点处梁、柱组合弯矩设计值

V=76.11kN

135.85kN - 图23m 右震时4层A柱节

78.64kN • m

图25 4层A柱柱端组合弯矩和剪力设计值

点处梁、柱组合弯矩设计值

其余柱端截面组合弯矩设计值的调整见表36,组合剪力设计值的调整见表37 底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15X218.86 =251.69 kN m

表36框架柱A组合弯矩设计值调整节点处下节点处梁端节点处上柱节点处下柱柱截面的组合弯矩设计£ M c = 截面组合弯截面组合弯节点节点处上柱截面的弯矩分配值 □正Mb 矩设计值矩设计值弯矩分配系数系数 Mr b （kN （kN m j （kN m）（kN m） m ）第2 层95.90 A 95.90+112.49 0.540 -230.57 1.1x230.57 = 253.63 116.67 136.96 柱 = 0.460 第1 层97.44 A 柱 97.44+114.37 0.540 -236.76 1.1X236.76 119.80 140.64 = 0.460 = 260.44

表37框架柱A组合剪力设计值调整 Mt 层 M上（kN m ） M下（kN m ） Hn（m） V+ M b c=% I C（kN）H n 3 -140.41 116.67 3.10 91.22 2 -136.96 119.80 3.10 91.11

1 -140.64 251.69 4.05 106.56 （2）对“ Nmin及相应的M,V ”组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整

此时，地震作用为左震。柱端截面组合弯矩设计值的调整见表38,组合剪力设计值的调整见表39。

底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15x201.83 =232.10kN|m。

表38框架柱A组合弯矩设计值调整节点处梁节点处下端组合弯送M广节点处上柱节点处下柱截面组合弯截面组合弯节点节点处上柱截面的柱截面的矩设计值乍Mb 矩设计值矩设计值弯矩分配系数弯矩分配系数 Mb （kN （kN：（kN m）：m）（kN： m） m）第3层 87.25 1.Z87.25 = 95.98 16.42 79.56 A柱第2层 49.00 1.1勺20.50 A柱 49.00+64.80 0.569 120.50 = 132.55 57.13 75.42 = 0.431 第1层 43.47 1.1 勺35.54 A柱 43.47+78.60 0.644 135.54 = 149.09 53.08 96.02

= 0.356 45

表39框架柱A组合剪力设计值调整 —vc叱叭层 3 2

M 上(kN m ) 79.56 75.42 96.02 M 下(kN m ) -57.13 -58.03 -232.10 Hn(m) 3.10 3.10 4.05 kN) H n 48.50 45.6! 89.・ 1 642.2 框架柱B柱端截面组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整

(1)对“ Nmax及相应的M,V ”组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整

此时，地震作用为右震。柱端截面组合弯矩设计值的调整见表40,组合剪力设计值的调整见表41。

表40框架柱A组合弯矩设计值调整节点处下节点处梁端组合弯矩设柱截面的计值节占节点处上柱截面的弯弯矩分配八、、 Mb 矩分配系数系数 Mb (kN m ) 节点处上柱节点处下柱截面组合弯截面组合弯矩设计值矩设计值 Z Mc = 讣Mb (kN m) 第4 层A 柱第3 层A (kN m) (kN m) -80.89 (kN m) 33.29 1.1x(33.29 + 80.89)=125.60 13.68 111.92 70.30 0.664 70.66 -119.48 70.30+138.85 柱 = 0.336 116.06 第2 层116.06+156.92 A 柱 = 0.425 第1 层A 1.1 汉(70.66 + 119.48) =132.55 70.30 138.85 0.575 98.89 -149.28 1.仆(98.89 + 149.28) =149.09 116.06 156.92 柱 145.03 145.03+154.63 = 0.484 0.515 109.53 -162.89 1.^(109.53 + 162.89) =299.66 145.03 154.63 底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15 750.58 =288.17kN m

表41框架柱A组合剪力设计值调整层 M 上(kN m) -111.92 -138.85 -156.92 -154.63 M 下(kN m) 70.30 116.06 145.03 288.17 Hn(m) VQvcM CHcb(kN) n MH 4 3 2

3.1 64.66 3.1 90.45 3.1 4.05 97.40 120.27 1 46

（2）对“ Nmin及相应的M,V ”组合弯矩设计值和组合剪力设计值的调整

此时，地震作用为左震。柱端截面组合弯矩设计值的调整见表42,组合剪力设计值的调整见表43。

表42框架柱A组合弯矩设计值调整节点处下节点处梁端组合弯矩节点设计值柱截面的节点处上柱截面的弯弯矩分配 Mb (kN m ) Mb (kN m ) 矩分配系数系数瓦M二正 Mb c节点处上柱节点处下柱截面组合弯截面组合弯矩设计值矩设计值 (kN :m) 第3 层A 柱第2 层A 柱第1 层A 柱

（kN ：m） 91.76 （kN ：m） 207.77 -162.37 109.93 1.1x(162.37 + 109.93)=299.53 136.566 136.56+177.89 = 0.434 172.10 0.566 -194.94 141.01 1.1 % (194.94 + 141.01)=369.55 1.1x(207.19 + 160.49 209.06 0.492 -207.19 150.66 172.10+166.92 150.66) =393.64 = 0.508 底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15x261.23 = 300.41kN m

表43框架柱A组合剪力设计值调整层 199.82 193.81 M 上(kN m ) 207.77 209.06 193.81 M 下(kN m) -160.49 -199.82 -300.41 Hn(m) M^M Vc=% I C(kN) bH n 3 2

3.10 130.611 145.01 3.10 4.05 1 122.031 6.4.2.3 框架柱内力组合

地震作用下框架柱A、B的内力组合分别见表44、45

7框架梁截面设计

7.1框架梁正截面承载力计算

三级抗震时梁纵向受拉钢筋的最小配筋率为：支座：跨中：

f 1 43

，min 二 0.55 t 二 0.55 0.262% 0.25%

fy 300 f 1 43

% =0.45」=0.45 0.215% 0.2%

fy 300

荷载类别层截面内力种类 M N 5 下 M N V 上 4 下 M N M N V 上 3 下 M N M N V 上 2 下 M N M N V M N 1 下

表44框架柱A的基本组合表（地震）内力组合 S 左震右震重力荷载代1.2重 + 1.31.0重 + 1.31.2重 + 1.31.0重 + 1.3表值左震左震右震右震 Nmax 及相应的 M，V Nmin 及 1 M 1 max相应的 M，V 「REX S Nmax 及相应的 M , V 及相应的N , V Nmin 及 1 M | max及相应的 M , V 相应的N , V |-67.2| -189.43 34.81 -210.65 -37.32 -77.48 -447.45 58.98 -470.09 -64.69 -105.31 -703.20 87.50 -725.84 -77.54 -102.72 -967.58 89.85 -990.21 -77.44 -105.48 上 35.93 11.45 -13.14 11.45 15.83 61.09 36.62 -29.52 36.62 29.23 68.30 71.65 -54.09 71.65 39.48 66.52 115.44 -52.31 115.44 46.60 72.97 162.36 -161.21 162.36 57.82 -35.93 -11.45 13.14 -11.45 -15.83 -61.09 -36.62 29.52 -36.62 -29.23 -68.30 -71.65 54.09 -71.65 -39.48 -66.52 -115.44 52.31 -115.44 -46.60 -72.97 -162.36 161.21 -162.36 -57.82 -35.80 -198.07 24.44 -221.65 -19.43 -19.90 -426.42 21.96 -450.00 -13.50 -22.36 -654.88 21.32 -678.46 -14.09 -21.68 -882.83 24.53 -906.41 -14.90 -16.26 -1109.91 7.74 -1139.71 -5.93 3.75 -222.80 12.25 -251.10 -2.74 55.54 -464.10 -12.02 -492.39 21.80 61.96 -692.71 -44.73 -721.01 34.42 60.46 -909.32 -38.57 -937.62 42.70 75.35 -1120.82 -200.29 -1156.58 68.05 「 10.91 -89.67 -82.51 -183.19 -252.57 -212.96 7.36 46.41 41.52 -206.77 -280.87 -236.54 1.15 -43.90 -103.30 -40.01 59.52 -99.32 -378.81 -16.42 -559.31 64.73 -474.03 60.34 -497.61 -402.39 -587.61 -54.20 -115.62 24.50 66.43 -51.50 -111.15 -561.74 -49.00 -879.00 95.90 -748.03 91.64 -585.32 37.23 64.80 -907.30 -68.23 -112.49 -771.61 -65.41 -108.16 -1032.90 -732.76 -43.47 -1209.47 97.44 92.53 -756.34 45.68 78.60 -1237.76 -78.46 -114.37 -1056.48 -75.48 -111.12 -1320.98 上 -898.84 -201.83 -1542.96 218.86 M N V 217.31 -928.64 69.24 -1578.72 -82.28 -1350.78 -81.10 -89.67 -252.57 46.41 -280.87 -43.90 -135.85 -559.31 78.64 -587.61 -76.11 -140.41 -879.00 116.67 -907.30 -91.22 -136.96 1209.47 119.80 1237.76 -91.11 -140.64 1542.96 251.69 1578.72 -106.56 10.91 -89.67 -67.2[ 8.18 -183.19 7.36 -206.77 1.15 59.52 -252.57 46.41 -280.87 -43.90 -103.30 -559.31 78.64 -587.61 -76.11 -140.41 -879.00 116.67 -907.30 -91.22 -136.96 -1209.47 119.80 -1237.76 -91.11 -140.64 -1542.96 251.69 -1578.72 -189.43 34.81 -210.65 -37.32 -77.48 -447.45 58.98 -470.09 -64.69 -105.31 -703.20 87.50 -725.84 -77.54 -102.72 -967.58 89.85 -990.21 -77.44 -105.48 -137.39 5.52 -155.08 0.98 44.64 -284.11 -12.32 -301.79 20.83 59.67 -449.39 -42.85 -468.26 41.23 56.57 -586.21 -39.81 -605.07 38.76 ■HI -719.07 -378.81 - 16.42 -402.39 24.50 79.56 -561.74 - 57.13 -585.32 48.50 75.42 -732.76 53.08 -756.34 45.60 96.02 -898.84 -232.10 -1234.37 188.71 -1234.37 188.77 -174.08 mil -928.64 ■■■ -90.58 MHH -90.58 48

89.12 -106.56 75.75

表45 框架柱B的基本组合表（地震）荷载类别层截面内力种类 M N 5 下 M N V M N M 下 N V 上 3 下 M N M N V 上 2 下 M N M N V 上 1 下 M N M N V 内力组合重力荷载代1.2重 + 1.31.0重 + 1.31.2重 + 1.31.0重 + 1.3表值左震左震右震右震 37.50 -228.61 -19.42 -252.19 18.36 8.29 -510.38 -11.87 -533.96 6.51 13.81 -792.03 -12.97 -815.61 8.64 14.47 -1074.20 -17.10 -1097.78 10.18 10.70 -1357.23 -4.84 -1387.04 3.84 S Nmax 及相应的 M，V -26.18 -290.89 13.68 -319.19 -12.86 ■111.92 -667.78 70.30 Nmin 及相应的 M，V 108.68 -212.05 -56.41 -235.63 53.25 128.12 -455.05 -91.76 -478.63 70.94 1 M 1 max及相应的N , V 108.68 -212.05 -56.41 -235.63 53.25 128.12 -455.05 -91.76 -478.63 70.94 207.77 -678.37 -160.49 -701.95 130.67 209.06 -885.86 -199.82 -909.44 145.09 「REX S Nmax 及相应的 M , V -19.64 Nmin 及相应的 M , V 81.51 -159.04 -42.31 -176.72 45.26 96.09 -314.29 -68.82 -358.97 60.30 155.83 -542.70 -120.37 -561.56 110.07 左震右震 I M | max及相应的N ,V 81.51 -159.04 -42.31 -176.72 45.26 96.09 -314.29 -68.82 -358.97 60.30 155.83 -542.70 -120.37 -561.56 上 54.75 12.74 -28.45 12.74 26.84 92.18 42.56 -61.45 42.56 49.56 112.47 87.43 -95.07 87.43 66.95 125.71 144.88 -119.23 144.88 79.01 120.17 207.20 -197.22 207.20 73.81 -54.75 -12.74 28.45 -12.74 -26.84 -92.18 -42.56 61.45 -42.56 -49.56 -112.47 -87.43 95.07 -87.43 -66.95 -125.71 -144.88 119.23 -144.88 -79.01 -120.17 -207.20 197.22 -207.20 -73.81 116.18 108.68 -26.18 -33.68 -245.17 17.57 -268.75 -16.53 -111.54 -257.77 212.05 -290.89 -218.17 10.26 -239.39 -10.93 -83.94 -534.22 52.73 -556.86 -54.96 -104.14 -851.28 87.05 -873.91 -76.88 -117.69 -1181.90 108.77 -1204.54 -82.79 -60.29 -56.41 13.68 -286.07 56.92 129.78 -557.13 -94.13 -585.42 235.63 53.25 128.12 -319.19 -12.86 上 4 -109.89 455.05 -91.76 -667.78 65.64 -565.71 68.02 -589.29 478.63 -696.08 -56.62 -129.64 -696.08 72.24 162.78 -836.78 -139.16 -865.07 97.40 180.79 -1100.70 -175.52 -1128.99 114.93 169.06 -1359.32 -262.19 -1395.09 100.56 70.94 160.02 -678.37 -136.56 -57.92 -132.40 -905.69 -1064.10 108.03 -64.66 ■138.85 -1064.10 207.77 110.62 -929.27 116.06 -1092.39 -701.95 95.68 177.89 -1092.39 -76.67 -146.06 -678.37 -160.49 -701.95 -78.40 -148.95 -1262.54 -90.45 ■156.92 -1477.38 130.67| 209.06 |159.^ -708.69 -156.80 -727.55 123.32 -885.86 -172.10 -1477.38 134.48 137.90 -1286.12 145.03 -1505.68 -909.44 112.89 166.92 -1505.68 -90.50 -143.38 -885.86 -199.82 -909.44 110.07 [159.13 -708.69 -156.80 -727.55 -92.53 -145.52 -1626.59 -1087.87 -261.23 -1898.04 250.58 -97.40 ■154.63 -1898.04 HH 193.81 193.81 -1087.87 -300.41 -1117.68 122.03 -115.97 (145.31 -870.31 -225.31 -894.14 ll03.7l 251.55 -1656.40 -92.11 288.17 -1933.81 ■120.27 -1117.68 99.79 -1933.81 -91.35 -1087.87 -300.41 -1117.68 122.03 -1518.43 216.13 -1547.05 -102.23 123.32 1145.36 -870.30 -225.31 -894.14 103.73 49

当支座截面的正弯矩大于跨中截面的正弯矩时，取支座截面的正弯矩进行正截面承载力计算。计算过程见表46

表46框架梁正截面承载力计算框架梁AB 框架梁BC 层计算公式左截面跨中截面 /左截面右截面左截面左截面 M (kN m ) 75.06 56.79 45.06 38.74 15.26 h。（mm） 465 465 465 365 365 M r a/a cbh。2 0.097 0.073 0.058 0.081 0.032 x = 1- J1- 2a s 0.102 0.076 0.060 0.085 0.033 5 v 0.35 v 0.55 v 0.35 v 0.35 v 0.35 a/fcbho 2567.1 423.3 353.3 369.6 141.7 、 Asmin =Pminbh(mm ) 2 327.5 268.8 327.5 262.0 262.0 实配钢筋 3 16 3 14 2 16 2 16 2 14 实配钢筋面积（mm2 ） 603 462 402 402 308 M (kN m ) 124.27 56.25 97.04 60.67 57.55 h0 (mm) 465 465 465 365 365 M a s = 2 0.161 0.073 0.126 0.127 0.121 a 1 fcbh° x = 1- J1- 2as 0.176 0.076 0.135 0.137 0.129 4 v 0.35 v 0.55 v 0.35 v 0.35 v 0.35 A a/fcbho / 2、 976.9 419.1 745.8 594.7 561.9 A1c 0Asmin =Pmin= bh( mm (mm )) 327.5 268.8 327.5 262.0 262.0 实配钢筋 4 18 3 14 3 18 3 18 3 16 实配钢筋面积（mm2 ） 1018 462 763 763 603 M (kN m ) 149.36 65.44 121.78 89.61 82.45 h°(mm) 465 465 465 365 365 M a s = 2 0.193 0.085 0.158 0.188 0.173 a 1 fcbh0 3 x = 1- ^1- 2a s 0.217 0.089 0.172 0.210 0.191 v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 a1xfcbh0/ 2、 1200.8 490.8 955.3 914.5 832.7 A- (mm 2 ) smin =Pmin327.5 327.5 327.5 262.0 262.0 Abh( mm )

实配钢筋 4 20 3 16 2 20 2 20 3 20 50

+2 16 +2 16 实配钢筋面积（mm2 ） 1257 603 1030 1030 942 M（ kN ：m） 172.93 90.38 146.21 111.96 105.76 ho (mm) 465 465 465 365 365 M a = Us 2 0.224 0.117 0.189 0.235 0.222 a1 fcbh。 0.257 0.125 0.212 0.272 0.254 x= 1- J1- 2as v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 2 一a1xfcbh0 1422.1 691.0 1172.1 1183.5 1106.6 (2、As = f——Tmm ) A2 smin =Pminbh(mm ) 327.5 327.5 327.5 262.0 262.0 实配钢筋 4 22 3 18 2 22 2 22 4 20 +2 18 +2 18 实配钢筋面积（mm2 ） 1521 763 1269 1269 1257 M (kN ：m ) 177.57 101.66 155.39 122.17 113.00 h°(mm) 465 465 465 365 365 M a s = 2 0.230 0.132 0.201 0.257 0.237 1 afcbh。 x = 1- J- 2as 「0.265 0.142 0.227「 0.302 0.275「 v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 v 0.35 1 a1xfcbh0 2、 1467.1 784.2 1256.3 1314.3 1196.5 AA= (mm2 ) sm in = Pmin bh(mm ) 327.5 327.5 327.5 262.0 262.0 实配钢筋 4 22 3 20 2 22 2 22 4 20 +2 20 +2 20

实配钢筋面积（mm2 ） 1521 942 1388 1388 1257 7.2框架梁斜截面承载力计算

因为跨高比 10

h 0.5 =12 2.5 , 10 = 27h 0.4 = 6.75 • 2.5，需满足 V 乞 0.20 一： cfcbg。0

「h ]

加密区箍筋最大间距s^umin hb,8d,150，箍筋加密区长度取 maxM.5hb,500l

1.4

最小配箍率 P = 0.26f

sv,min

-0.26

1 43 210

0.177%

计算过程见表47

表47框架梁斜截面承载力计算框架梁AB 框架梁BC 层计算公式左截面右截面左截面 V(kN ) 73.37 65.39 32.70 ho (mm) 465 465 365 0.20bcfcbh) 332.48 332.48 260.98 > V > V > V O.42f69.82 69.82 54.80 tbh0 > V > V Asv = Vb- O.42ftbho S 1.25f0.03 vyho v 0 v 0 箍筋选取 2 8 2 8 2 8 5 Asv (mm2) 101 101 101 s(mm) 3472.5 构造要求加密区箍筋最大间距 125 125 100 加密区实配箍筋 8@100 8@100 8@100 箍筋加密区长度 750 750 600 非加密区实配箍筋 8@200 8@200 8@200 P = Asv sv bs 0.202 % 0.202 % 0.202% Psv,min 0.177% 0.177% 0.177% V(kN ) 96.97 93.76 69.09 bb (mm) 465 465 365 332.48 332.48 0.20b) 260.98 cfcbh> V > V > V 0.42ftbh0 69.82 69.82 54.80 A^ 一 Vb- 0.42仙 0.22 0.20 0.15 S 箍筋选取l.25fvy h) 2 8 2 8 2 8 4 Asv (mm2) 101 101 101 s(mm) 454.1 515.0 677.4 加密区箍筋最大间距 125 125 100 加密区实配箍筋 8@100 8@100 8@100 箍筋加密区长度 750 750 600 非加密区实配箍筋 8@200 8@200 8@200 P =组 sv bs 0.202 % 0.202 % 0.202% Psv,min 0.177% 0.177% 0.177% 52

V(kN ) 109.01 105.58 99.60 ho (mm) 465 465 365 0.20bcfcbh) 332.48 332.48 260.98 > V > V > V 0.42ftbh0 69.82 69.82 54.80 Asv = Vb- O.42ftbho S 1.25fvyho 0.32 0.29 0.47 箍筋选取 2 8 2 8 2 8 3 Asv (mm2) 101 101 101 s(mm) 314.6 344.7 216.0 加密区箍筋最大间距 125 125 100 加密区实配箍筋 8@100 8@100 8@100 箍筋加密区长度 750 750 600 非加密区实配箍筋 8@200 8@200 8@200 p0.202 % 0.202 % 0.202% - Asv sv _ bs Psv,min 0.177% 0.177% 0.177% V(kN ) 119.15 116.77 125.47 ho (mm) 465 465 365 0.20b332.48 332.48 260.98 cfcbho > V > V > V O.42ftbho 69.82 69.82 54.80 Asv = Vb- 0.42ftbh S 1.25f0.40 0.38 0.74 vyh0 箍筋选取 2 8 2 8 2 8 2 Asv (mm2) 101 101 101 s(mm) 249.9 262.6 136.9 加密区箍筋最大间距 125 125 100 加密区实配箍筋 8@100 8@100 8@100 箍筋加密区长度 750 750 600 非加密区实配箍筋 8@200 8@200 8@100 P _ Asv sv bs 0.202 % 0.202 % 0.404% Psv,min 0.177% 0.177% 0.177% V(kN ) 122.01 121.40 135.36 1 h0 (mm) 465 465 365 0.20b332.48 332.48 260.98 cfcbh) > V > V > V 53

0.42ftbh° Asv = Vb - 0.42 ftbh S 1.25fvyh0 箍筋选取 69.82 0.43 2 8 101 236.2 125 8@100 750 8@200 0.202 % 0.177% 69.82 0.42 2 8 101 239.0 125 8@100 750 8@200 0.202 % 0.177% 54.80 0.84 2 8 101 120.1 100 8@100 600 8@100 0.404% 0.177% Asv mm2() s(mm) 加密区箍筋最大间距加密区实配箍筋箍筋加密区长度非加密区实配箍筋 P

_鼻「Psv,min 非抗震作用下取顶层框架梁AB左截面做斜截面承载力计算。

V =80.30 kN 73.37 kN ,」

h 440 b 250

1.76 ：： 4

0.25bcfcbh0= 0.25创1.0 14.3创250 440= 393.25 kN 0.7ftbb = 0.7创1.43 250? 440

110.11kN> V，箍筋按构造要求配置。

对比抗震与非抗震作用下箍筋的配置，应选抗震作用下的组合剪力设计值进行框架梁斜截面承载力计算。

7.3框架梁裂缝宽度验算

以验算顶层的裂缝宽度为例。计算过程见表48。

表48顶层框架梁裂缝宽度计算框架梁AB 框架梁BC 左截面跨屮截面 42.97 465 462 229.91 62500 0.01 右截面 26.76 440 402 173.90 62500 0.01 左截面 15.64 340 402 131.53 50000 0.01 跨屮截面 13.21 365 226 184.07 50000 0.01 Mk (kN m) h°(mm) As mm47.24 440 603 204.65 62500 0.01 te (2) 2 bsk — (N / mm ) 0.87h0As Ae=0.5bh(mm ) P - As 粗一 A 54

屮=1.1 0.65 tk Pte。sk f0.462 0.532 0.349 0.107 0.390 ’ deq= c ? nd2 （、 ii⑷max =弧严尹（1.3 +0.08E? n“d』（i mm） 16 14 16 16 12 学）（mm） te 0.174 0.205 0.112 0.026 0.108 s 其中：c=25mm, E^ 2.0 105N/mm2，若'- <0.2,取 0.2,若讣 <0.01,取 0.01, Mk 为非地震作用下的组合弯矩标准值。

• ‘max

::: 0.3mm，裂缝宽度满足要求。

8框架柱截面设计

8.1框架柱正截面承载力计算

8.1.1轴压比验算

底层B柱下截面轴力N最大，Nmax =1989.26kN 轴压比\\

— = fcAc

1989.26呼=0.56」J = 0.9，满足轴压比要求

14.3x550

8.1.2正截面承载力计算

采取对称配筋，as =as = 40mm， h0 = 460mm

当水平荷载产生的弯矩设计值〉75%Mmax，柱的计算长度I。取下列二式中的较小值：

1。=轾+ 0.15仏+yi） H，l0=（2+0.2ymjH

式中：yu、yi—柱的上端、下端节点处交汇的各柱线刚度之和与交汇的各梁线刚度的比值;

ymin —比值yu、yi中的较小值；

H—柱的高度，对底层柱为基础顶面到一层楼盖顶面的高度；对其余各层柱为上、下

两层楼盖顶面之间的距离。

进行底层框架柱A、B的正截面承载力计算。

底层A柱，水平地震作用产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的

1.2 161.21

218.86 l^ 1 0.15

-88.39% 2.98 0

1.0+ 0.79 75%， yu = 2.98， yi = 0

0.6 = 4.55 = 6.58m，i0 = 2 0.2 0

4.55 = 9.1m

取 l0 = 6.58m

底层B柱，水平地震作用产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的

1 2 灯97 22 -^-❾26% 75

%, y「°+ 079 = 1.40 ,

0.6 + 0.68

yi = 0

Io -『0.15

1.40 0 ： |：： 4.55 =5.50m , l0 = 2 0.2 0

4.55 = 9.1m

取 I。= 5.50m

Nb = a1fcbxA = 1.0创14.3 500创0.55 460= 1808.95kN

当N :: Nb时，为大偏心受压，此时应选 M大，N小的组合进行正截面承载力计算; 当N・Nb时，为小偏心受压，此时应选 M大，N大的组合进行正截面承载力计算。

底层框架柱A、B正截面承载力计算过程见表49。

表49底层框架柱正截面承载力计算计算公式框架柱A 框架柱B M (kN m) 72.02 174.08 188.77 145.36 225.31 21.95 N(kN ) 719.07 742.91 1262.98 870.3 894.14 1989.26 1808.95 Nb(kN ) 1808.95 > N，大偏压 v N，小偏压 100.16 234.32 149.46 167.02 251.99 11.03 q = — (mm ) N ea (mm) max { h/30,20 } =20 G(mm) 120.16 254.32 169.46 187.02 271.99 31.03 l°(m) 6.58 5.50 Z0.5 fcA N 1 = 2.49 2.41 1.42 2.05 2.00 0.90 丄 h 13.16 v 1 11.00 V 1 匚1 2 =1.15 -0.01± h □十 ^^〔l0 I/ 1400钊e= he + ?- a s(mm) 56

Ne ―耳 fbx , h —— c0( x \\ As = As = 『 f「(h° -as\") 『 v 0 667.31 (mm ) Asmin (mm ) 2 648.41 378.42 1003.54 v 0 0.35% X 500 X 500=875 实配钢筋

4 20 1257 实配钢筋面积（mm2 ） M =21.95KN :m

底层B柱，

｛

N =1989.26KN 为小偏压,

N - Nb

Ne-O.g/c^ ‘fcbh

-i - b i'-ho - as

1989.26 103 -1808.95 103

1989.26 10 292.17-0.43 1.0 14.3 500 460

(0.8-0.55)x(460-40 ) = 0.277 As 二 A 二

3 2

0.55

Ne 1-0.5 fy b P

冷財0

1989.26 103 -0.277 1 -0.5 0.277

300^(460-40)

1.0 14.3 500 4602

：：0

底层框架柱A纵向受力钢筋按构造要求配置，2、3、4层框架柱A纵向受力钢筋均按底层配置，框架柱B需要进行第2层的正截面承载力计算。

第2层B柱，水平地震作用产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的

1.0+ 0.79 1.0+ 1.0

=81.52% 75% yu = 1.56， yl = =1.40 0.6 + 0.68 = 175.52 0.6 + 0.68

1。一||1 0.15 1.56 1.40 3.6 =5.20m，10 = 2 0.2 1.40 3.6 = 8.21m 1.2 119.23

取 l0= 5.20m

第2层框架柱B的正截面承载力计算过程见表50

表50第2层框架柱B正截面承载力计算计算公式

框架柱B 159.13 M (kN m) 57

N(kN ) 708.69 Nb(kN ) 1808.95 eo =——(mm ) N 224.54 ea (mm ) max { h/30,20 } =20 e (mm) 244.54 l°(mm) 5.20 ZcA 1 = 0.5 f2.52 1 N l0 h 10.40 J =1.15-0.01^ h 1 1+ 1 \\ 1400空 '、、 1.23 h。 2a/(mm ) 40.00 N ,. x — (mm ) 99.12 Wfcb e = hei + ^- as (mm) 511.44 Ne—码 f( x cbx hb j As -代一 ----- - -- 匸; -- (mm ) 568.10 f「(h° V ) Asmin (mm2 ) 875 实配钢筋 4 20

实配钢筋面积（mm2 ） 1257 从表50中可以看出，第2层框架柱B纵向受力钢筋按构造要求配置。3、4层框架柱向受力钢筋按第2层配置。

进行顶层框架柱A、B的正截面承载力计算。

顶层A柱，水平地震作用产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的

1.2 35.93 89.67

二 48.08% :: 75% l0 =1.25H =1.2 3.6 = 4.5m。

顶层B柱，水平地震作用产生的弯矩设计值占总弯矩设计值的

1.2 54.75 116.18

= 56.55% < 75%

l0 =1.25H =1.2 3.6 = 4.5m。

纵58

顶层框架柱A、B正截面承载力计算过程见表51

表51顶层框架柱 A、B正截面承载力计算计算公式框架柱A 8.18 137.39 67.25 189.43 框架柱B 81.51 159.04 M (kN m ) N(kN ) U(kN) M q =—(mm ) N y 1 1808.95 > N，大偏压 59.54 355.01 max { h/30,20 } =20 79.54 375.01 4.50 13.01 9.00 9.44 9.00 1 11.24 9.00 532.51 512.51 ea(mm) e (mm) Io (mm) 0.5 fc A Zi = 1N [o_ h 匚2 =1.15 -o.oi^ h 1.72 □_1+ 1几心2 1400^5 丿 ho 1.15 1.11 2a/(mm ) N x — (mm \\ «1 fcb ‘ ehe - h+ a《mm) 2 s80 19.22 26.49 221.92 22.24 379.42 v 0 「2 「， Ne A 一 A 一 fy(h。-\") As min (mm ) 2(mm ) v 0 333.63 478.91 0.35% X 500X 500=875 4 20 1257 实配钢筋

实配钢筋面积（mm2 ） 8.2框架柱斜截面承载力计算

底层剪力最大，以最大剪力对应的轴力作为设计值。底层框架柱A、B斜截面承载力计算过程见表52。

表52底层框架柱 A、B斜截面承载力计算

计算公式框架柱A 框架柱B 59

V(kN ) N(kN ) 0.2090.58 1262.98 657.8 > V 1072.5V N，取 N =1072.5 103.73 894.14 657.8> V 1072.5> N ,取 N =894.14 仙的) 0.3fA(kN) c、H- 扎= -- 2h0 4.40> 3，取丸=3 146.40 > V 按构造要求配筋 136.41 > V 按构造要求配筋

1 05 ftbh0 +0.056 N 人+1 Asv(mm2 ) 采用4 8复合箍筋。

轴压比％ =0.56，查表得v =0.102，柱箍筋加密区的体积配箍率为: f

— - =0.102

fyv

14 3 210

0.695% 0.4%，

= 134.6mm

201 430 430

」

430 430 0.695%

2 'v

加密区箍筋间距还应满足构造要求，s^x = min ：8d,150一、144,150』=144mm，故加密区箍

筋选4

8@100。底层柱的上端和其它各层柱的两端，箍筋加密区的范围取

I H

max h, -,500 二 max 缶00,517,500 .； =517m m，取 500 mm，底层柱柱根取-1350 mm。非 I 6 J 3

( H

加密区箍筋选4 8@200。

c mAJt + -2代212 201^(430 + 430) 、卄口亦+

仁11 彳仏2 2 0.467% 0.5 0.695% =0.348%，满足要求

I1I2S 430 430 200 以上四层柱箍筋配置同底层。

8.3裂缝宽度验算

顶层柱最不利内力组合中e0

0.55h0，因此需验算裂缝宽度，公式如下:

deq * max 二 f E 1.9c+0.08 T

he丿

其中 acr = 2.1，Es = 2.0?105N /mm2，c= 30mm

b=9 ：：14， s =1.0，e= sq h

s =1.0 512.51 250-40 = 722.51mm

=0.87 — 0.12 1 - f

=0.87 — 0.12 1-0 -^460-

|L - J22.51

460 =

365.06mm

由于Nk影响Wmax最大，因此取顶层框架柱B验算（Nk最大） Nk =245.86 16.81 0.6 0.17 = 262.77kN

弘e 沖1

73 10

1257

722.51

A z

0.5bh

= 1.1

204.69N/mm2 365.06

一1」

0.5 500

-0.010

氓=1.1- °.65 2・01 ii

\"362

0.01 204.69

? nd2 eq

创T=20

? nividi 4创1.0 20

=亠卜\"E

• 'max

g。08

二 0.169mm ：： 0.3mm

满足要求

已

= 2.1 0.362

咤 1.9 25 0.08 空 5

2.0X10 V

0.01 丿

9次梁截面设计

9.1荷载计算

屋面梁

恒荷载设计值 g=1.2 18.84=22.61kN/m 活荷载设计值 q=1.4 1.52=2.13kN/m

楼面梁

恒荷载设计值 g=1.2 19.46=23.35kN/m 活荷载设计值 q=1.4 6.10=8.54kN/m

9.2内力计算

为简便计算，计算跨度取支座中心间距离作为计算跨度, 图26、27所示

取I

。= 6.0m,计算简图分别如

图26屋面次梁计算简图图27楼面次梁计算简图

屋面梁：

跨中弯矩

M =丄(g

2 1 2

10 + q)l = 10

创24.74 6.0 = 89.06kN m

支座剪力

V =

:*g + 1

q)l0 = 仓创24.74 6.0= 72.44kN

(g 1

楼面梁：

跨中弯矩

M =丄

+ q)l(2= 仓临1.89 6.02 = 114.80kN :m

10 10

支座剪力

V = :l(g +

1 q)l0 =—仓创31.89 6.0= 95.67kN

9.3次梁截面承载力计算

931次梁正截面承载力计算

f 1 43

订n =0.45丄f=0.45 0.215% 0.2%，计算过程见表53

y 300

9.3.2 次梁斜截面承载力计算

表53连系梁正截面承载力计算截面屋面梁跨中楼面梁跨中 M (kN m) 89.06 114.80 %(mm) 465 465 a = --------- M saf2 0.115 0.149 1 cbh x = 1 - J - 2a$ 0.123 0.162 乓=%仙阿2) 680.2 895.3 f y A2 smin = Pminbh(mm ) 268.1 实配钢筋 3 18 3 20 实配钢筋面积（mm2 ） 763 942 f

1 43

min

心常心4

莎O63%，计算过程见表54。

表54连系梁斜截面承载力计算截面屋面梁支座楼面梁支座 V(kN) 72.44 95.67 0.25bc fcbh (kN) 415.59> V 0.7ftbg(kN) 116.37> V 62

按构造要求配筋，选用2

8@200的箍筋。

Asv 101 bs

250 200

二 0.202% -;

sv,min ,满足要求

10板截面设计

板的布置图如图28所示:

图28 板的布置图

板厚为120mm。

B1 l；^^1^ 2按双向板计算

B2 -

l2 7200 l1

2700

2.67 2

按单向板计算

计算

荷载计算

WB1

恒荷载设计值 g=1.2 5.35=6.42kN/m 2

活荷载设计值

q=1.4 0.5=0.70kN/m2 LB1 恒荷载设计值

g=1.2 3.85=4.62kN/m2 活荷载设计值

q=1.4 2.0=2.80kN/m2

内力计算

按弹性理论计算。取1m宽板带作为计算单元。

在求各区格板跨内正弯矩时，按恒荷载均布及活荷载棋盘式布置计算 WB1 荷载 g =g+q/2=6.42+0.70/2=6.77kN/m2

10.1 B110.1.110.1.2

q =q/2=0.70/2=0.35kN/m2

LB1 荷载 g = g+q/2=4.62+2.80/2=6.02kN/m

q =q/2=2.80/2=1.40kN/m

在求各中间支座最大负弯矩（绝对值）时，按恒荷载及活荷载均满布各区格板计算。屋面板荷载 p=g+q=4.62+0.70=7.12kN/m2 楼面板荷载

p= g+q=4.62+2.80=7.42kN/m2

屋面板和楼面板计算简图及计算结果见表55。

表55 B1弯矩计算板带 WB1 LB1 l0x / l0y 3.6/6.0=0.60 跨内计算简图 o □ mx (0.0367X6.77 +0.0820X0.35 )kN / m2 (0.0367X6.02 +0.0820咒 1.40 / m2 2 2 m= 0 x(3.6m ) =3.59 kN m/m x(3.6m ) =4.35 kN m/ m (0.0076 汉6.77 +0.0242 汇 0.35 )kN / 跨 my m2 (0.0076汉 6.02 + 0.0242% 1.40 冲 /m 2 2 内 2 乂(3.6m ) =0.77 kN m/ m x(3.6m ) =4.35 kN m/ m (m) mx 3.59 + 0.2? 0.77 3.74 kN m/m 4.35 + 0.2? 1.03 4.56 kN :m/m m= 0.2 (m) m丿； 0.77 + 0.2? 3.59 1.49 kN :m/m 1.03+ 0.2? 4.35 1.90 kN :m/m Jlllllll 1 计算简图支 ilium iJ 座 2 * 2 m0.0793 汉7.12KN / m2 汶(3.6m 丫 x' 0.079^7.42KN /m 沃(3.6m ) =7.32 kN m/ m = 7.63 kN m/ m 1 0.0571 疋 7.42KN /m2 汉(3.6m) my 0.0571 =<7.12KN /m 汶(3.6m 2 * 2 )

=5.27 kN Jm/ m = 5.49kN :m/m 10.1.3截面承载力计算

1 43 % =0.45

:=。・45

京心。6

%©%，计算过程见表56

。

表56 B1截面承载力计算

截面

WB1 LB1

跨中支座跨中支座 64

lx ly lx ly lx ly lx ly 方向方向方向方向方向方向方向方向 M (kN m) 3.74 1.49 7.32 5.27 4.35 1.03 4.56 1.9 b(mm) 1000 g (mm) 100 90 100 90 100 90 100 90 a s = M 0.026 0.013 0.051 0.045 0.03 0.009 0.032 0.016 a1 fcbh2 o x = 1- J- 2a$ 0.027 0.013 0.053 0.047 0.031 0.009 0.032 0.017 180.5 79.3 358.0 285.5 210.4 54.7 220.7 101.4 As =竺处(mm2) fy A2 smin = Pminbh(mm ) 367.7 > A 实配钢筋 10@200 2

实配钢筋面积（mm ） 393 10.2 B2计算

10.2.1荷载计算

荷载同B1荷载。

1022内力计算

取1m宽板带作为计算单元，计算简图分别如图 29、30所示

■ “

2700

_________ \\ 5700

[

1 图 29 WB2 计算简图

图30

LB2计算简图

屋面板跨中弯矩 M = —(g + q1

)lo = :一仓忆2.72

= :5.19kN :m 10 12 楼面板

跨中弯矩

M = —1

10 (g + q)lo = :一创7.42 2.72 = :5.28kN :m

10.2.3截面承载力计算

1 43 Sn =0.45」=0.45

210

0.306% 0.2%，计算过程见表 57。

表57 B2跨中配筋计算截面 WB2 LB2 65

跨中跨中 66

M (kN ：m) b(mm) h°（mm） M a s = --------- 2 a1fcbh° x = 1- J- 2a s 5.19 1000 100 0.036 0.037 251.8 367.7 > A 10@200 393 5.28 0.037 0.038 256.3 As=1aXfcbh0(mm) 22 fy Asmin =Pminbh(mm ) 实配钢筋

实配钢筋面积（mm2 ）另外在板的长边方向配

10@200

（A= 393mm）的分布钢筋。

11楼梯设计

11.1设计资料

楼梯采用板式楼梯，楼梯踏步尺寸150 mm' 300 mm。楼梯上均布荷载标准值楼梯结构平面布置图如图31所示，剖面图如图32所示。

qk = 2.5kN / m2。

图31楼梯结构平面布置图图32楼梯剖面图

11.2踏步板设计（TB1）

11.2.1确定踏步板的基本尺寸

踏步板计算跨度l0= ln + b= 3.3+ 0.2= 3.5m

斜板厚度通常取t =

号(110~132)mm

图33 踏步板

取t=120mm，如图33所示。 c=150mm cosa =

300

(150) + (300)

2 cosa 2

2 2

= 0.894

计算时板厚取 h = C + —t— = 150 + 120 = 209mm

0.894

取1m宽斜向板带作为计算单元。踏步板截面尺寸b? h 1000mm? 209mm ,有效高度 h0 = 209- 20= 189mm。

11.2.2荷载计算

恒荷载踏步板自重：陶瓷地砖面层：

粉刷石膏砂浆板底抹灰：

1 •仓 0.209

1 •仓 1 1 •仓 1

1 2 5 k N). 2n7 0= 7 k N8 4m 0.=1 5 QN 1 m g = 7. 2 9 N /m

q= 1.仓 1

2= 5

*N50m

活荷载总计

11.2.3内力计算

踏步板计算简图如图34所示。跨中弯矩

g + q= 1 0. 7 9 N /m

+ |= I l

M = —(g+ q)l02 =—仓创10.79 3.52 = 13.22kN m 10'

汐 0 10

11.2.4配筋计算

图34踏步板计算简图

-1

&仙

=0.026

1.0创114.3 1000? 189 2

0.026 < Xb = 0.55

13.22' 106

x= 1- ... 1- 2as = 1-、1- 2? 0.026

a1 fcbxh0 _ 1.0创14.3 1000仓J0.026 189

=337.5mm2 As =

210

f 1 43

'min =0.45」=0.45 0.306% 0.2%

fy 210

Asmin = rminbh= 0.306%创1000 209= 640.4mm2 , A ：： Amin，按构造要求配筋。

踏步板选用

10@120

（人=654mm）的受力钢筋，另外在短边方向配置

10@200

（A= 393mm ）的分布钢筋。

11.3平台板设计（TB2）

11.3.1确定平台板的基本尺寸

l0x = ln + b = 1.4+ 0.2= 1.6m， l0y = 3.6- 0.125= 3.475m

—=

3.475 = 2.17> 2 按单向板计算。平台板计算跨度I。= 1.6m l°x 1.6

板厚取h=120mm，取1m宽板带作为计算单元。平台板截面尺寸

b? h 1000mm? 120mm，有效高度 hb = 120- 20= 100mm。

11.3.2荷载计算

恒荷载

平台板自重：陶瓷地砖面层：粉刷石膏砂浆板底抹灰：

活何载：何载总计

5 kN. 6T0 1 .仓 0.12 1 2 .=7

k0N8 4n 1 .仓1 0

0 .=1

QN1 8n 1 .仓1 0 5

g =4. 6 kN /m :

q = 1.仓」 1 2= 5 I3N5 m

g + q =8. 1

+ 1=' \\/V'

永 N

11.3.3内力计算

」

平台板计算简图如图35所示。 _____ 跨中弯矩

1 2 1 2

M = (g + q)l0 =

10 10

仓'J8.12 1.6 = 2.08kN :m

图 35 平台板计算简图

11.3.4截面承载力计算

a s =

M a1 fcbg 引

2.08' 106

1.0仓14.3 1000? 100

=0.015

x = 1- _ 1- 2as = 0.015< Xb = 0.55

As =

fcbxh。 1.0 仓山4.3 1000仓0.015 100 2

=99.8mm 210

；

1 43

0.306% 0.2% 210

?min

=0.45

」=0.45

Asmin = rminbh= 0.306%创1000 120= 367.7mm2, A ：： A^，按构造要求配筋。

平台板选用

10@200As= 393mm2的受力钢筋，另外在长边方向配置

()

10@200As = 393mm2的分布钢筋。

(

)

11.4平台梁设计(TL1)

11.4.1确定平台梁尺寸

梁计算跨度 I。取 ln + a =3.225+0.25=3.475m 与 1.05ln =1.05 3.22^ 3.386m的较小值，取 l0 = 3.386m。

平台梁计算截面尺寸b? h 200mm? 400mm，有效高度hg =400-35=365mm。

11.4.2荷载计算

平台梁自重:

1.2创0.2 (0.4- 0.12)? 25

1.68kN/m

3.3 2

踏步板传来：

10.79?桫.2

3= 19.96kN /m 3= 7.31kN /

0.14kN / m

平台板传来：粉刷石膏砂浆抹灰:

8.12?

1.2仓临.15

2+ (0.4- 0.12)? 2

荷载设计值：

p = 29.09kN /m

11.4.3内力计算

计算简图如图36所示。跨中弯矩

1 2 1 2 M = pl02 =

10 10

创29.09 3.3862= 33.35kN m

图36平台梁计算简图

支座剪力

1 1 V

=1p|0=2 创

2909 3386

..= 49.25kN

11.4.4正截面承载力计算

平台梁按倒T 形截面进行配筋计算。翼缘有效宽度

bf眠倒L形截面计算:

按梁的跨度考-b・ 1。 3386 虑： f 6 6 564mm

按翼缘宽度考b1400

虑： f =b 色=200 2 2

= 900mm

按翼缘高度考hf 120 虑：

hf 环存在

365

0.33 ■ 0.1，bbf徹三者较小值，取bf 2 564mm

当x = hf时,

1.0创14.3 564创120

120

亠 T壬

=295.19kN m> M = 33.35kN m

因此截面按第一类 T形截面计算。

33.35' 106

= 1.0 创14.3 564? 3652 =阿1

=1- , 1- 2as = 0.032 < xb = 0.55 ,

a1 fcbf £h 0「°创仏

3 564

创°.°32 365

= 314.0mm2 ,

300

Sin

= 0.45」f 1 43

f -0.45

y300

0.215% 0.2%

Asmin

r minbh= 0.215%创」200 400= 171.6mm2 , A Asmin

平台梁选用2

16(As= 402mm2)

的纵向受力钢筋。

11.4.5斜截面承载力计算

V = 0.7ftbh0 = 0.7创1.43 200? 365 73.07kN > V = 49.25kN

按构造要求配置箍筋，选用2

8@250(As 二 251mm2)

的箍筋。

s- AT 起二 °202

%，

■ min

= 0.24f 」-f0.24 1 43

0.163%

y 210

\"sv • \"sv,min

，满足要求。

11.5其它梁、板设计

TL-2、TL-3配筋同平台梁TL-1的配筋；TB-3配筋同平台板TB-2的配筋。

12基础设计

基础下设100mm厚C10的素混凝土垫层。基础平面布置图如图37所示。

JC-2

JC-1

ffl

图37基础平面布置图

12.1作用于基础顶面上的荷载计算

12.1.1 A轴基础

12.1.1.1 标准组合

框架柱传来（轴心力）：M1k = 6.65+ 31.76+ 0.7? 2.83 40.39kN m

N1k = - 1030.15- 222.34- 0.6? 26.93 - 1268.65kN Mk= - 5.09- 12.03- 0.7? 2.17

- 18.64kN

底面外纵墙和基础梁传来（偏心力）：2k = - 49.58kN。见表58。 12.1.1.2 基本组合

框架柱传来（轴心力）： Nmax 及相应的 M、V :

M1 = 38.43kN m， N1 = - 1631.22kN，V1 = - 19.10kN

Nmin 及相应的 M、V : M1 = - 33.71kN m，N1 = - 1416.37kN，7、= 8.61kN

M|max及相应的 N、V : M1 = 55.22kN m，N1 = - 1491.78kN，V1 = - 25.08kN 底面外纵墙和基础梁传来（偏心力）：N2 = 1.2? （ 49.58）= - 59.50kN。组合值见表59

12.1.2 B轴基础

12.1.2.1 标准组合

框架柱传来（轴心力）：M1k= - 4.22- 35.32- 0.6? 2.06 - 40.78kN?m

N1k = - 1232.88- 312- 0.6? 22.75 - 1558.53kN

V1k = 3.34+ 14.85+ 0.6?1.63 19.17kN

底面外纵墙和基础梁传来(偏心力)：N2k = - 55.48kN。见表58。 12.1.2.2 基本组合

框架柱传来(轴心力)： Nmax 及相应的 M、V :

= 21.95kN m，N1 = - 1989.26kN，V1 = - 6.37kN

Nmin及相应的M、V : M max及相应的N、V : M1 = - 56.53kN m，N1 = - 1753.37kN，V1 = 26.40kN

底面外纵墙和基础梁传来(偏心力)：N2= 1.2? ( 55.48)= - 66.58kN。组合值表59

表58础顶面作用力的标准组合 A轴 B轴 M1k (kN m ) 40.39 -40.78 Mk(kN ) -1268.65 -1558.53 Mk(kN) -18.64 19.17 N2k (kN ) -49.58 -55.48

表59基础顶面作用力的基本组合 A轴 B轴 M1 (kN m) 38.43 -33.72 55.22 21.95 -56.53 NJkN ) -1631.22 -1416.37 -1491.78 -1989.26 -1753.4 V1 (kN ) -19.1 8.61 -25.08 -6.37 26.4

N2(kN ) -59.5 -66.58 12.2 A柱基础的计算

12.2.1初步确定基础尺寸

A柱采用柱下独立基础。 12.2.1.1 选择基础埋深

d=1.1m> 0.5m，地基承载力特征值需要进行深度修正 12.2.1.2 地基承载力特征值修正

人工填土 hb = 0 , hd = 1.4 , m=20kN/m

假定基础宽度b ::: 3m , fa 二 fak

d 0 d -0.5 =280 1.0 20 1.1 -0.5 = 292kN/m

12.2.1.3 基础尺寸

先按轴心荷载作用下，估算基底面积:

A =

“你 N2k 「fa -

1268.65 49.58 =4.88m

292 -20 1.1

考虑偏心影响，将基底面积增加 20%，即A= 1.2? 4.88

5.86m2

选用正方形截面：I二b=2.5m，实际基底面积为6.25m2。b . 3m ,与假设相符，地基承载力不必对宽度进行修正。

初步确定基础高h = 600mm。基础尺寸如图38所示。

1-1 绘

JC-1

图38 A柱基础平、立、剖面图

12.2.2地基承载力验算（采用标准组合）

作用与基底的竖向力

' Fk =N1k N2k GAd =1268.65 49.58 20 6.25 1.1 = 1455.73kN 作用与基底的弯矩

'、Mk =M1k V1k 0.6 N2k 0.125 = 40.39 18.64 0.6 49.58 0.125 = 57.77kN m

1 1

基础底面抗弯刚度 W =丄bl2 =丄创2.5 2.52= 2.60m3

6 6

Pkmax=邋Fk? Mk 14

55.73? 57.77

255.14 kN/赤 Rmin A W 6.25

2.60 210.70

Rmax= 255.14kN/m2 < 1.2fa = 350.40kN/m2

1 1 2 2 (Rmax+ P.min)= (255.14 + 210.70)= 232.92kN /m2 < fa = 292kN/m2

地基承载力满足要求。

12.2.3冲切验算(采用基本组合)

取最大基底净反力进行冲切验算。有以下两种组合。

（1）M1 =38.43kN m ， N^1631.22kN ，V1 =19.1CkN， N2 =59.50kN N =N1 N2 =1631.22 59.50 =1690.72kN

M1 W M 0.6 N2 0.125=38.43 19.10 0.6 59.50 0.125 = 57.33kN m

Pjmax N

1690.72

57.33 292.56

二一？一 -------- ? --------- kN /m Pjmin

A W 6.25 2.60 248.46 (2)M1 =55.22kN m ， N^1491.78kN ，V^ 25.08kN， N2 = 59.50kN

N =汕 N2 =1491.78 59.50 = 1551.28kN

M =M1 V1 0.6 N2 0.125 = 55.22 25.08 0.6 59.50 0.125 = 77.71kN m

Pjmax

= N? M

^?77Z1

278.09

kN/m2 Pjmin A W 6.25

2.60

218.32

Rmax

Pj1

基底反力示意图如图39所示。

取第（1）种基本组合中Pjmax = 292.56kN/m2进行冲切验算, 锥形基础取柱与基础交接处进行冲切验算。

图39基底反力示意图h0 = 600- 40= 560mm，bc 2h0 = 0.5 2 0.56 = 1.62m ： b = 2.5m

A =

珑 -壬 h°F 鼢桫+ ac+ h。 U.5 =逹桫^ °^+ 0.56 = 0.906m2

珑

2 ° - 05- 0.56

S^桫2 2 珑2 2

杪2 2

, =( a + h) h 千0. 5 +0. 56汇 0. 56

0m5 9 4

F = PmaxA = 292.56? 0.906 265.06kN

0.7ftA, = 0.7仓'J1.43 0.594? 103 594.59kN > F, 冲切验算满足要求。

12.2.4基础底面配筋计算（采用基本组合）

计算截面取柱边，采用基底净反力最大的基本组合进行配筋计算。

jmin

1.5 2

Pji 二 292.56 - 248.46

248.46 =274.92kN /m

MI =

(I - aj (2b + bc)(Pjmax+ Pjl)

1 2

=? (2.5 0.5)仓i(2 2.5+ 0.5)? (292.56 274.92) =260.10kN m

MI 260.9106 0.9f yh°

0.9仓创

=1720.24mm2300

1720.24 = 688.10mm2/m 2.5

选配 14@200(As= 770mm2)

的受力钢筋，两个方向采取相同配筋，另一方向选配 14@200(

As= 770mm2)

的受力钢筋。

柱基础的计算

初步确定基础尺寸

当采用柱下独立基础时，计算出基础面积过大， B柱基础采用联合基础选择基础埋深

d=1.1m> 0.5m，地基承载力特征值需要进行深度修正。地基承载力特征值修正

人工填土 hb = 0，hd = 1.4， m 二 20kN /m3 假定基础宽度b ::: 3m , fa=fak d 0 d -0.51=280 1.0 20 1.1 -0.5]=292kN/m2

基础尺寸

先按轴心荷载作用下，估算基底面积：

2 “你 N2k

2 1558.53 55.48 二 11.96m2

一 Gd

292-20 1.1

考虑偏心影响，将基底面积增加 20%，即A= 1.2? 11.96 14.35m2

取b=2.7m，l =5.4m，实际基底面积为14.58m2。b ■ 3m，与假设相符，地基承载力不

初步确定基础高h = 600mm。基础尺寸如图40所示。

12.3 B12.3.112.3.1.1 12.2.1.2 12.3.1.3 必对宽度进行修正。

i：

■ I

□

-.J： .■

2-2

图40 B柱基础平、立、剖面图

12.3.2地基承载力验算（采用标准组合）

作用与基底的竖向力

' Fk =2 N1k N2k GAd=2 1558.53 55.48 20 22.68 1.1 =3548.78kN

作用与基底的弯矩和剪力大小相等，方向相反，相互抵消，故作用与基底的弯矩

、Mk =0

\\<<<

Pkmax 邋-------- ? ---------- Fu

Mk 3548.78 ------------- ? 0 小小 243.40 ,…2

= -kN /m

Rmin A W 14.58 243.40 P^ax = 243.40kN /m2 < 1.2 fa = 350.40kN /m2 1 2 2 侃max+ Rmin）二 243.40kN/m2< fa = 292kN /m2

地基承载力满足要求。

12.3.3内力分析（采用基本组合）

采用基底净反力最大的基本组合进行配筋计算，由于弯矩和剪力相互抵消，因此，轴力

最大，基底净反力便最大，即采用轴力最大的基本组合进行配筋计算。

= 1989.26 66.58 = 2055.84kN

Pjmax Pjmin

N M 2' 2055.84 c A W 15.48

282.01

kN /m

二一？ -- ------------------ ? 0 282.01

12.3.4基础梁配筋计算

基底净反力折算为线荷载 Pj =282.01 2.7=761.43kN/m。基础梁计算简图如图41所示。

其中，悬臂部分长工2700 =675mm ,取700mm

10 二 4.1m。

基础梁弯矩图和剪力图分别如图42、43所示。

图42 基础梁的M图（单位：KN- m）

1027.93

基础梁计算截面尺寸b? h 600mm? 1100mm。 12.3.4.1 正截面承载力计算

'min

533.00

= 0.45上=0.45 1.43 = 0.215% 0.2%

300

表60基础梁正截面承载力计算截面跨中 507.30 1060 0.053 0.054 V 0.55 1639.6 533.00

1027.93

图43基础梁的V图（单位：KN

计算过程见表60

支座 186.55 1060 0.019 0.020 V 0.55 592.4 1415.7 2 22+3 1702 20 5 20 M (kN :m ) %(mm) M a s = 2 a1 fcbho x = 1 - J1- 2a$ f y 2 mmAsmin - °min bh( ) 实配钢筋

实配钢筋面积（mm2 ） 1571 12.3.4.2 斜截面承载力计算

f 1 43

Psv,m.=^=^-=.% ,计算过程见表。

0163

表61基础梁斜截面承载力计算截面支座左截面支座右截面 V(kN ) 533.00 1027.93 0.25bc 仙 2273.7> V 0.7ftbho 636.64 > V 636.64V V Asv = V- 0.7ftbh0 S 1.25fvyh0 v 0 1.41 箍筋选取 5 8 5 8 ASv(mm2) 251 251 s（mm）构造要求 178.5 实配箍筋 5 8@170 5 8@170 Psv 0.246 % Psvmin

0.163% 12.3.5底板配筋计算

取1m宽板带作为结构及荷载计算单元。基底净反力折算为线荷载，Pj =282.01 1 =282.01kN/m。

，计算简图如图44

所示。

底板弯矩图和剪力图分别如图45、46所示。

M ph 282.01 1.05 1 2 1 2

2 j 2 ^155.46kN m

V =Pjl0 =282.01 1.05 =296.11kN <0.7 ftbh。=636.64kN

抗剪验算满足要求。

296.11 图46 底板的V图（单位：KN）

取底板高度h = 600mm，有效高度h^ 560mm

AM 155.46 106 s

0.9f

yhg

0.9 300 560

=1028.2mm2Sn

= 0.45主-0.45

1.43

300

= 0.215% 0.2% Asmin = r minbh= 0.215%仓山 000 560= 1201.2mm2， A< A^n

选用 14@125（As

= 1232mm2

）的受力钢筋，另一方向选用

10@200

（人=393mm2

）的分布钢筋。

致谢

经过一个学期的忙碌，毕业设计已经接近尾声。本次设计我虽然付出了很多辛劳和汗水，但若没有导师的指导和教诲，没有同学的帮助和支持，我的毕业设计不可能顺利地完成。当我打完毕业论文的最后一个字符，涌上心头的不仅是长途跋涉后抵达终点的欣喜，更是源自心底的诚挚谢意。在此，我要感谢每一个帮助过我的人。

首先,我要感谢我的指导老师潘丽云。潘老师身体力行、兢兢业业地为我们排忧解难，在我做毕业设计的每个阶段，都给予我悉心的指导和帮助。潘老师曾主动给我打电话，要我注意一些容易犯的错误；她还在路口等我，为的是把她借的一些资料书给我，让我了解更多的知识；当她听到我嗓子哑时，关心地问： “是不是累的？” ,, 作为一名学生，能得到老师这样的指导和关心，我很感动，也很感激。希望潘老师身体健康，平安快乐。

其次，我要感谢其他组的指导老师，比如赵山，王廷彦，王惠等多位老师。他们都在不同方面给了我很多的指点，让我学到了更多更全面的知识。赵山老师在周末时还抽出时间为我们解决问题；王廷彦老师亲自到我们宿舍给我们现场操作与指导；王惠老师经常在教室与我们共同学习。他们都肩负起了作为一位老师的责任，我衷心地感谢他们。

最后，我要感谢我的同学和朋友。在做设计的过程中，我与很多同学讨论、研究，互相借阅资料，发表意见，齐心协力，共同进步。当我们经过讨论，达成一致意见时，我就会有一种胜利与骄傲的喜悦，同时也充满了奋进的激情。朋友还帮我借了一台电脑，给我提供了很大的便利。我的毕业设计凝聚了很多同学和朋友的力量，在此，我深深地感谢他们。

对各方面的衷心感谢之情难以用言语尽表，谨以此文献给培养、抚育过我的母校，献给支持、爱护和帮助过我的师长、同学和朋友们！

参考文献

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2002

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