钢结构楼梯如何计算 钢结构楼梯如何计算 钢结构楼梯如何计算 钢结构楼梯如何计算 钢结构楼梯如何计算知识来自于造价通云知平台上百万用户的经验与心得交流。 造价通即可以了解到相关钢结构楼梯如何计算最新的精华知识、热门知识、相关问答、行业资讯及精品资料下载。同时，造价通还为您提供材价查询、测算、、等建设行业领域优质服务。手机版访问： &&&&扬尘污染是大气污染主要成因之一。为了更好地推进扬尘污染防治工作，沈阳制定《沈阳市扬尘污染防治工作手册》，以便帮助扬尘污染防治管理人员学习研究、熟练掌握和使用扬尘污染防治措施，了解扬尘防治有关规定，自觉遵守执行。 &&&&《山东省住房和城乡建设厅关于2016版建设工程计价依据与工程量清单计价配套衔接有关问题的通知》（鲁建标字〔2017〕20号）已下发，原《青岛市城乡建设委员会关于印发的通知》（青建管字〔2011〕43号）自本文下发之日起停止使用。 &&&&为进一步规范江西省建设工程质量检测机构检测行为， 提高检测质量，确保工程质量安全，近日，省住建厅决定对全省建设工程质量检测机构的质量检测活动开展监督检查。 &&&&“珠三角城市累计发展绿色建筑已经超过1.4亿平方米。”日前，广东省住房和城乡建设厅有关负责人一脸喜悦地告诉记者，发展绿色建筑，能够最大效率地利用资源和最低限度地影响环境，缓解新型城镇化进程中的资源环境约束。 &&&&日前，重庆市建设工程造价管理协会举办的重庆工程造价大数据平台分享会隆重举行，来自全市建设、施工、造价、行政主管部门、高校等单位的负责人及相关专家共计300余人参加了此次分享会。 &&&&9月6日上午，陕西省政府新闻办召开新闻发布会。记者获悉，上半年全省完成建筑业总产值2482.6亿元，同比增长18%，高于全省GDP增速6.6个百分点；棚户区改造货币化安置率达76.55%。 &&&&据记者获悉，日前，山西省大同市召开全市建筑工程远程视频监控和扬尘污染在线监测系统现场观摩会，大同三优建安公司在会上向与会人员介绍了该公司在建筑工地安装的远程视频监控和扬尘污染在线监测系统。 &&&&为助推装配式建筑、绿色建筑的推广应用，100多家中外建筑领域的精英和行业大咖，约定于日至12日在广州广交会琶洲展馆C区，相聚“中国筑博会”，以“装配式建筑”、“绿色建筑建材”、“冷弯型钢”为主题，共同吹响建筑业的集结号。目前，展会已经筹备就绪，蓄势待发。 &&&&2017年上半年，国家监督抽查产品共41种，在建筑和装饰装修材料类产品中共抽查了建筑防水涂料、溶剂型木器涂料、实木地板、浸渍纸层压木质地板、浸渍胶膜纸饰面人造板、机制地毯6种414家企业生产的414批次产品，产品抽查合格率为94.4%，比2016年同期提高了3.2个百分点。 &&&&为全面开展工程质量安全提升行动、促进全省工程质量安全总体水平不断提升，近日，江西省住房城乡建设厅开展全省工程质量安全提升行动督查。 更新、更全、更专业的建设行业内容尽在造价通官方微信公众号！ 关于造价通 造价通-中国首个建设行业大数据服务平台！国家《建设工程人工材料设备机械数据标准》参编单位和数据提供方！拥有全国最大的材料价格数据信息系统，云造价数据管理系统，行业资讯系统，工程指标系统，造价指数系统等等，数据已覆盖全国600多个城市等。 钢结构楼梯如何计算相关专题 分类检索： 增值电信业务经营许可证B2-以下试题来自： 问答题简答题钢板的规格是10mm×1800mm×8000mm，共有10张堆在一起，计算该堆钢板的重量是多少？（比重7.85×103kg/m3） G＝10///.85×103＝11304kg答：该堆钢板的重量是11304kg。 为您推荐的考试题库 您可能感兴趣的试卷 你可能感兴趣的试题 1.问答题 合格率＝322/（322＋8＋1.3）×100%＝97.19%成材率＝322/346×100%＝93.06%答：本班的合格率为97.19%，成材率为9......2.问答题 压下率：&＝（H－h）/h×100%＝（25－5）/25×100%＝80%延伸率：因l＝HL/h＝25L/5=5L故&＝（l-L）/L......3.问答题 △h＝D（1－cos18&）＝1200×（1－0.9510）&58.8mm答：该架轧机的最大压下量是58.8mm。4.问答题 G＝0.04×0.04×3.14×1.5×7.85&0.06t答：该管坯的重量是0.06t。5.问答题 宽展指数＝宽展量/压下量＝（128－120）/（120－94）×100%＝30.77%答：宽展指数为30.77%。六层框架结构办公楼设计计算书 &&&&六层框架结构办公楼设计1 工程概况1.1 概况本工程为某政府机关办公楼，本工程为六层钢筋混凝土框架结构体系，建筑 面积约 4000m2 左右，建筑平面一字型，受场地限制，宽度≤17m,长度≤40m。开 间长 4.5m，进深长 6.6m，层高 3.6m，走廊宽 2.4m。框架梁、板、柱均采用现浇 混凝土。1.2 地质资料1.2.1 场地概况 拟建建筑场地已经人工填土平整，地形平坦，地面高程 4.6m。 1.2.2 地层构成 勘察揭露的地层， 自上而下除第一层为近期人工填土外，其余均属第四全新 世海陆交相互沉积。 勘察深度范围内所揭露的地层， 厚度变化很小， 分布较均匀， 其各层概况为： ⑴ 杂填土：以粘土为主，含大量垃圾和有机质，不宜作为天然地基，平均 厚度 2.5m。 ⑵ 淤泥质粉质粘土：深灰色，流塑状态。平均厚度 7.1m。 ⑶ 细砂：以细砂为主，少量粉砂，含粘粒，饱和，松散稍密状。平均厚度 为 2.4m ⑷中砂：以中粗砂为主，饱和，属密实状态，承载力特征值为 220kpa，工 程地质性良好，可以做桩尖持力层。本层为揭穿。 1.2.3 地下水情况 场地地下水在勘探深度范围内分上下两个含水层， 第一含水层位于第⑵层淤 泥质粉质粘土层中，属上层空隙滞水，水位高程约为 4.2m；第二层含水层主要 存于第⑶层细砂层中，属空隙潜水，具有一定的静水压力。经取水样进行水质分 析，判定该地下水对混凝土无侵蚀性。 1.2.4 工程地质评价 ⑴ 场地土类型与场地类别：经计算，本场地 15m 深度以内土层平均剪切波-1-六层框架结构办公楼设计速（按各层厚度加权平均）为 vsm=140~160m/s，即场地土类型为中软场地土； 另据区域资料表明，该场地覆盖层厚度 dov 为 60m，按《建筑抗震设计规范.》划 分该场地类别为ⅱ类土。 ⑵ 场地地基液化判别：第⑶层细砂层为液化土层，iie =11.3，属中等液化。 ⑶ 地基持力层选择与评价：第⑴层杂填土不宜作天然地基；第⑵层淤泥质 粉质粘土位软弱下卧层； 第⑶层细砂层属中等液化土层，未经处理不可作为地基 持力层；第⑷层中砂层物理学性质较好，可作为桩尖持力层。有关桩的设计和要 求，详见《建筑桩基技术规范》 （jgj94—2008） ，各层土的承载力特征值及桩设 计参数见下表 1.1:各层土的承载力特征值及桩设计参数表 1.1实际 平均 厚度 （m ） 标贯 击数/ 临界 标贯 击数 承载力 特征值 fak沉管灌注桩 桩侧阻 力特征 值 qsia 桩端端 阻力特 征值 qpa （kpa）预制桩 桩侧阻 力特征 值 qsia （kpa） 桩端端 阻力特 征值 qpa （kpa）层 序土层 名称（kpa） （kpa）①杂填 土 淤泥2.5②质粉 质粘 土7.1652024③ ④细砂 中砂2.4 未揭 穿0.60150 23029 42 160038 47 21001.2.5 地基方案 根据拟建建筑物的特点及场地岩土工程条件，基础形式可采用桩基础。建议-2-六层框架结构办公楼设计采用④层中砂作为桩尖持力层，桩型可考虑灌注桩或预制桩。 1.3 地震资料 根据国家地震局审批的《××地震区划图及其说明》 ，本场地属于强震区， 其地震基本烈度为 8 度， 设计基本地震的加速度为 0.2g， 设计地震分组为第一组。 1.4 气象条件 基本风压 0.75kn/m2，基本雪压 0-3-六层框架结构办公楼设计2 构件估算及布置2.1 框架梁、柱的截面尺寸估算2.1.1 框架梁估算 纵向主梁最大跨度 l1=4500mm h=（1/8~1/12）× l1=（1/8~1/12）×4500mm=（563~375）mm b= （1/2~1/3）× h =（1/2~1/3）× 500mm=（250~167）mm 横向主梁最大跨度 l2=6600mm h=（1/8~1/12）× l2=（825~550）mm b= （1/2~1/3）× h=（360~240）mm 次梁最大跨度 l2=6600mm h=（1/12~1/18）× l2=（550~367）mm b= （1/2~1/3）× h =（225~150）mm 取 450mm 取 200mm 取 700mm 取 300mm 取 500mm 取 200mm考虑到走廊处横向主梁跨度较小，故取其截面为 200mm×500mm 各梁截面尺寸如下表：各梁截面尺寸估算表表 2.1横向主梁 kl1 （mm×mm） 300×700 2.1.2 框架柱计算横向主梁 kl2 （mm×mm） 200×500横向主梁 kl3 （mm×mm） 200×500次梁 l1 、l2 （mm×mm） 200×450框架高度 3.6×5+5=23m，烈度为 8 度 查《构筑物抗震设计规范》得该框架结构抗震等级为二级，框架柱轴压比限 值为〔μ n〕=0.8 采用 c30 混凝土，由于 n=β fgn 中柱和边柱的负荷面积分别是 4.5×6.75m2 和 3.3×6.75m2 所以 中柱 ac≥β fgn/μ fc=1.25×4.5×6.75×15×103×6/（0.8×14.3） =-4-六层框架结构办公楼设计边柱ac≥β fgn/μ fc=1.25×3.3×6.75×15×103×6/（0.8×14.3） =根据以上计算结果， 并以安全起见， 标准层统一取 600×600mm2， 首层统一取 800 ×800 mm2 2.2 屋（楼）盖的结构平面布置图图 2-1 屋（楼）盖平面布置图2.3 框架计算简图 底层高 h 取 5m，其他层高 3.6m图 2-2 框架计算简图-5-六层框架结构办公楼设计3 屋（楼）盖设计3.1 荷载计算3.1.1 办公室、走廊荷载计算 ⑴ 办公室恒载标准值 25mm 厚水泥砂浆找平层 120mm 厚现浇钢筋混凝土板 15mm 厚板底纸筋灰抹灰 小计 ⑵ 活载标准值 走道 办公室 设计值： 走道 2.5 kn/m2 2.0 kn/m2 g=1.2×3.74=4.49 kn/m2 q=1.4×2.5=3.5 kn/m2 g+q=7.99 kn/m2 g+q/2=6.24 kn/m2 办公室 g=1.2×3.74=4.49 kn/m2 q=1.4×2.0=2.8 kn/m2 g+q=7.29 kn/m2 g+q/2=5.89 kn/m2 3.1.2 卫生间荷载计算 ⑴ 恒载标准值 陶瓷锦砖 20mm 厚防水砂浆找平层 120mm 厚钢筋混凝土板自重 15mm 厚板底纸筋灰抹灰 小计 ⑵ 活载标准值 0.12 kn/m20.025×20=0.5 kn/m2 0.12×25=3.0 kn/m2 0.015×16=0.24 kn/m2 3.74 kn/m20.02×20=0.4 kn/m2 0.12×25=3 kn/m2 0.015×16=0.24 kn/m2 3.76 kn/m2-6-六层框架结构办公楼设计活载标准值 设计值：2.5 kn/m2 g=1.4×2.5=3.5 kn/m2 q=1.2×3.76=4.51 kn/m2 g+q/2=6.26 kn/m2 g+q=8.01 kn/m23.1.3 屋面荷载计算（不上人屋面） ⑴ 恒载标准值 180mm 厚砖砌架空隔热层 三毡四油上铺绿豆砂 25mm 厚 1:3 水泥砂浆找平层 1:6 水泥焦渣找坡（最薄 30mm） 100mm 厚混凝土板自重 15mm 厚板底纸筋灰抹灰 小计 ⑵ 活载标准值 标准值： 设计值： qk=0.5 kn/m2 g=1.2×5.59=6.71 kn/m2 q=1.4×0.5=0.7 kn/m2 g+q/2=7.06 kn/m2 g+q=7.41 kn/m2 q/2=0.35 kn/m2 1.1 kn/m2 0.4 kn/m2 0.025×20=0.5 kn/m2 0.085×10=0.85 kn/m2 0.1×25=2.5 kn/m2 0.015×16=0.24 kn/m2 5.59 kn/m23.2 弯矩计算本设计中 lo1/lo2＜3，所以只有双向板，设计时按弹性理论方法设计，跨中最 大弯矩的情况，荷载分布情况可以分解为满布荷载 q+q/2 及间隔布置±q/2 两种 情况， 请一种情况可以近似认为各区格板都固定支承在中间支承上，对后一种情 况可近似认为在中间支承处都是简支的，支座最大负弯矩可近似按活载满布求 得，即支座 g+q 下的支座弯矩，考虑泊松比的影响，取ν =0.2，查表“双向板按 弹性分析的系数表” （见《混凝土结构》中册）对各区格楼盖弯矩进行计算，列 于表 3.1、3.2 中：-7-六层框架结构办公楼设计楼盖弯矩表 3.1区格 项目 lo1 (m) lo2 (m) lo1/lo2 m1 (kn·m)b1b2b3b43.3 4.5 0.733 （0. ×0.0183）× 5.89×3.32+ （0. ×0.0310）×3.3 4.5 0.733 （0. ×0.0104）× 5.89×3.32+ （0. ×0.0310）×3.3 4.5 0.733 （0. ×0.0124）× 5.89×3.32+ （0. ×0.0310）×2.4 4.5 0.533 （0.× 0.0096）×6.42 ×2.42+ （0.× 0.0198）×1.75 ×2.42=3.02 （0.0539× 0.2+0.0096）× 6.42×2.42+ （0.0917× 0.2+0.0198）× 1.75×2.4 =1.14 -0.× 2.42=-5.29 -0.× 2.42=-3.61 -5.2921.4×3.32=3.89 1.4×3.32=3.37 1.4×3.32=3.19 m2 (kn·m) （0.0402× （0.0337× （0.0305×0.2+0.0183） × 0.2+0.0104） × 0.2+0.0124） × 5.89×3.32+ （0.0641× 5.89×3.32+ （0.0641× 5.89×3.32+ （0.0641×0.2+0.0310） × 0.2+0.0310） × 0.2+0.0310） × 1.4×3.3 =2.36 1.4×3.3 =1.77 1.4×3.3 =1.85 m1’ (kn·m) m2’ (kn·m) m1” (kn·m) m2” (kn·m) -5.97 -4.54 -4.49 -0. ×3.32=-7.59 -0. ×3.32=-5.97 -7.59 -0. ×3.32=-6.02 -0. ×3.32=-4.54 -6.02 -0. ×3.32=-5.66 -0. ×3.32=-4.49 -5.662 2 2-3.61-8-六层框架结构办公楼设计续表 3.1区格 项目 lo1 (m) lo2 (m) lo1/lo2 m1 (kn·m)b5b6b72.4 4.5 0.533 （0.× 0.0050）×6.42 ×2.42+ （0.× 0.0198）×1.75 ×2.42=2.443.3 4.5 0.733 （0.× 0.0183）×6.26 ×3.32+ （0.× 0.0310）×1.75 ×3.32=4.33 （0.0402× 0.2+0.0183）× 6.26×3.32+ （0.0641× 0.2+0.0310）× 1.75×3.3 =2.63 -0. ×3.32=-8.34 -0. ×3.32=-6.74 -8.3423.3 4.5 0.733 （0.× 0.0104）×6.26× 3.32+（0. ×0.0310）×1.75 ×3.32=3.78m2 (kn·m)（0.0390× 0.2+0.0050）× 6.42×2.42+ （0.0917× 0.2+0.0198）× 1.75×2.4 =3.452（0.0337× 0.2+0.0104）× 6.26×3.32+ （0.0641× 0.2+0.0310）× 1.75×3.3 =1.77 -0.× 3.32=-6.61 -0.× 3.32=-4.99 -6.612m1’ (kn·m) m2’ (kn·m) m1” (kn·m) m2” (kn·m)-0. ×2.42=-3.77 -0. ×2.42=-2.36 -3.77-2.36-6.74-4.99-9-六层框架结构办公楼设计屋盖弯矩图表 3.2区格 项目 lo1 (m) lo2 (m) lo1/lo2 m1 (kn·m)b1b2b3b43.3 4.5 0.733 （0.× 0.0183）×7.06 ×3.32+ （0.× 0.0310）×0.35 ×3.32=3.643.3 4.5 0.733 （0.× 0.0104）×7.06 ×3.32+ （0.× 0.0310）×0.35 ×3.32=3.02 （0.0337× 0.2+0.0104）× 7.06×3.32+ （0.0641× 0.2+0.0310）× 0.35×3.32=1.48 -0. ×3.32=-6.12 -0. ×3.32=-4.62 -6.123.3 4.5 0.733 （0.× 0.0124）×7.06 ×3.32+ （0.× 0.0310）×0.35 ×3.32=2.80 （0.0305× 0.2+0.0124）× 7.06×3.32+ （0.0641× 0.2+0.0310）× 0.35×3.32=1.59 -0. ×3.32=-5.75 -0. ×3.32=-4.57 -5.752.4 4.5 0.533 （0.× 0.0096）×7.06 ×2.42+ （0.× 0.0198）×0.35 ×2.42=2.46 （0.0539× 0.2+0.0096）× 7.06×2.42+ （0.0917× 0.2+0.0198）× 0.35×2.42=0.90 -0. ×2.42=-4.91 -0. ×2.42=-3.35 -4.91m2 (kn·m)（0.0402× 0.2+0.0183）× 7.06×3.32+ （0.0641× 0.2+0.0310）× 0.35×3.32=2.19m1’ (kn·m) m2’ (kn·m) m1” (kn·m) m2” (kn·m)-0. ×3.32=-7.71 -0. ×3.32=-6.24 -7.71-6.24-4.62-4.57-3.35- 10 -六层框架结构办公楼设计续表 3.2区格 项目 lo1 (m) lo2 (m) lo1/lo2 m1 (kn·m)b5b6b72.4 4.5 0.533 （0.× 0.0050）×7.06 ×2.42+ （0.× 0.0198）×0.35 ×2.42=1.823.3 4.5 0.733 3.643.3 4.5 0.733 3.02m2 (kn·m)（0.0390× 0.2+0.0050）× 7.06×2.42+ （0.0917× 0.2+0.0198）× 0.35×2.4 =0.6022.191.48m1’ (kn·m) m2’ (kn·m) m1” (kn·m) m2” (kn·m)-0. ×2.42=-3.50 -0. ×2.42=-2.44 -3.50-7.71-6.12-6.24-4.62-7.71-6.12-2.44-6.24-4.623.3 配筋计算楼板选用φ 8 钢筋作为受力主筋，采用 c30 混凝土，fy=210n/mm2- 11 -六层框架结构办公楼设计lo1（短跨）方向跨中截面的 ho1=h-20=120-20=100mm lo2（长跨）方向跨中截面的 ho2=h-30=120-30=90mm 支座截面处 ho=100mm 截面设计用的弯矩： 中间跨和跨中截面及中间支座截面减小 20%， 边跨中截 面及楼板边缘算起第二个支座截面 lb/lo＜1.5 时，减小 20%，楼板的角区格不折 减。为便于计算，近似取γ =0.95，as=m/0.95fyho 楼面配筋计算结果及实际配筋列于表 3.3 中楼面计算及配筋 表 3.3截面 b1 lo1 方向 lo2 方向 b2 lo1 方向 lo2 方向 跨 b3 lo1 方向 lo2 方向 b4 lo1 方向 lo2 方向 b5 中 b6 lo1 方向 lo2 方向 lo1 方向 lo2 方向 b7 lo1 方向 lo2 方向 1-2 23 支 lo1 方向 lo2 方向 2-4 2-5 2-6h（ o mm） 100 90 100 90 100 90 100 90 100 90 100 90 100 90 100 100 100 100 100 100m（kn·m） 3.89 2.36 0.8×3.37=2.70 1.77 0.8×3.19=2.55 0.8×1.85=1.48 3.02 1.14 0.8×2.44=1.95 0.8×3.45=2.76 4.33 2.63 0.8×3.78=3.02 2.0 -0.8×5.97=-4.78 -0.8×7.59=-6.07 -0.8×5.97=-4.78 -0.8×6.02=-4.82 -0.8×6.02=-4.82 -0.8×6.74=-5.39- 12 -as（mm2/m） 195 131 135 99 128 82 151 63 98 154 217 146 151 111 240 304 240 242 242 270配筋 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120实际 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419六层框架结构办公楼设计3-3 3-5 3-7 座 4-5 4-7 6-7 b1 lo1 方向 lo2 方向 边 缘 支 座 b6 b7 b4 b2 lo1 方向 lo2 方向 lo1 方向 lo2 方向 lo2 方向 lo2 方向100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100 100-0.8×4.49=-3.59 -0.8×5.66=-4.53 -0.8×4.99=-3.99 -0.8×3.61=-2.89 -0.8×6.61=-5.29 -0.8×8.34=-6.67 -7.59 -5.97 -4.54 -5.29 -8.34 -3.61 -6.74 -4.99180 227 200 145 265 334 380 299 228 265 418 181 338 250minφ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120 φ 8@120419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 419 4190.45ft/fy=0.45×1.43/210=0.306%＞0.2%，取ρ ρ =as/bho=419/.419%＞ρ ∴合格 屋面配筋计算：min=0.306%·h/ho=0.306%×120/90=0.408%楼板选用φ 8 钢筋作为受力主筋，采用 c30 混凝土，fy=210n/mm2 lo1（短跨）方向跨中截面的 ho1=h-20=100-20=80mm lo2（长跨）方向跨中截面的 ho2=h-30=100-30=70mm 支座截面处 ho=80mm屋面计算及配筋 表 3.4截面 b1 lo1 方向 lo2 方向 b2 lo1 方向 lo2 方向 跨 b3 lo1 方向h（ o mm） 80 70 80 70 80m（kn·m） 3.64 2.19 0.8×3.02=2.42 1.48 0.8×2.8=2.24- 13 -as（mm2/m） 228 157 152 106 140配筋 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160实际 314 314 314 314 314六层框架结构办公楼设计lo2 方向 b4 lo1 方向 lo2 方向 b5 中 b6 lo1 方向 lo2 方向 lo1 方向 lo2 方向 b7 lo1 方向 lo2 方向 1-2 23 支 lo1 方向 lo2 方向 2-4 2-5 2-6 3-3 3-5 3-7 座 4-5 4-7 6-7 b1 lo1 方向 lo2 方向 边 缘 支 座 b6 b7 b4 b2 lo1 方向 lo2 方向 lo1 方向 lo2 方向 lo2 方向 lo2 方向70 80 70 80 70 80 70 80 70 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 80 800.8×1.59=1.27 2.46 0.90 0.8×1.82=1.46 0.8×0.6=0.48 3.64 2.19 0.8×3.02=2.42 1.48 -0.8×6.24=-4.99 -0.8×4.62=-3.70 -0.8×6.12=-4.90 -0.8×6.12=-4.90 -0.8×6.12=-4.90 -0.8×6.24=-4.99 -0.8×4.57=-3.67 -0.8×5.75=-4.60 -0.8×4.62=-3.70 -0.8×3.35=-2.68 -0.8×6.12=-4.90 -0.8×7.71=-6.17 -7.71 -6.24 -4.91 -4.26 -7.71 -3.35 -6.24 -4.62- 14 -91 154 64 91 34 228 157 152 106 313 232 307 307 307 313 230 288 232 168 307 387 483 391 308 289 483 210 391 289φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@160 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100 φ 8@100314 314 314 314 314 314 314 314 314 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503 503六层框架结构办公楼设计0.45ft/fy=0.45×1.43/210=0.306%＞0.2%，取ρ ρ =as/bho=314/.393%＞ρ ∴合格minmin=0.306%·h/ho=0.306%×100/80=0.383%- 15 -六层框架结构办公楼设计4 次梁设计4.1 楼盖次梁设计4.1.1 荷载计算 ⑴ 卫生间 恒载设计值： 板传来的面荷载 g=4.51×2=9.02 kn/m2 q=1.4×2.5×2=7 kn/m2 p1’=（g+q）×lo1/2=(9.02+7) ×3.3/2=26.43 kn/m 次梁自重 20mm 厚次梁粉刷 小计 （梯形荷载）0.2×（0.45-0.12）×25×1.2=1.98 kn/m 0.02×（0.45-0.12）×20×1.2=0.32 kn/m p=2.3 kn/m （均布荷载）次梁承重为 p1’与 p 的叠加 ⑵ 办公室 板传来的面荷载 g=4.49×2=8.98 kn/m2 q=1.42×2.0×2=5.6 kn/m2 p2’=（g+q）×lo1/2=(8.98+5.6) ×3.2/2=24.06 kn/m p=2.3 kn/m 次梁承重为 p2’与 p 的叠加 4.1.2 弯矩计算及配筋 ⑴ 对次梁 l2 其受力情况如下图 4-1 （均布荷载） （梯形荷载）图 4-1 次梁 l2 上受力图跨中最大弯矩由结构力学求解器得分别为（kn·m） ：- 16 -六层框架结构办公楼设计34.70,16.84，20.58,20.58,16.84,34.70 支座负弯矩为（kn·m） ： -45.12，-32.82，-36.92，-32.82，-45.12 取其最大值 m= -45.12 kn·m 其剪力如图 4-2 所示：图 4-2 次梁 l2 剪力图（kn）取其最大值 v=49.47 kn 次梁采用 c30 混凝土，用 hrb335 钢筋受弯筋，箍筋 hpb235 ho=450-25-10=415 mm α s=45.12×106/1.0×14.3×200× ξ =0.097 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0.097=0.952 as=m/γ sfyho=45.12×106/0.952×300×415=381 mm2 选 4φ 12，as =452 mm2as/bho=452/200×415=0.545%＞ρmin·h/ho=0.45ft/fy·h/ho=0.45×1.43×450/300×415=0.233% ＞0.2% h/ho=0.2%×450/415=0.217% ∴满足最小配筋率要求 斜截面承载力验算：- 17 -六层框架结构办公楼设计hw=ho-hf=415-120=295 mm hw/b=295/400=1.475＜4 0.25β cfcho=0.25×1.0×14.3×200×415=296725 n=296.725 kn ＞vmax=49.47 kn ∴截面合格 0.7ftbho=0.7×1.43×200×415=83.083 kn＞vmax ∴按构造配筋 ρsv，min=0.24ft/fyv=0.24×1.43/210=0.163%选φ 8@200 ∴ρ sv=2×50.3/200×200=0.25%＞0.163% ＞0.2% ∴合格 ⑵ 对次梁 l1图 4-3 次梁 l1 受力图由结构力学求解器得： 跨中最大弯矩分别为（kn·m） ： 34.72,16.77,20.77,19.60,19.52,21.06,15.99,38.45 支座最大负弯矩分别为（kn·m） ： -45.08，-32.98，-36.30，-35.14，-36.47，-32.31，-47.59 ∴mmax=-47.59 kn·m 其剪力图如图 4-4 所示：- 18 -六层框架结构办公楼设计图 4-4 次梁 l1 剪力图 （kn·m）∴vmax=52.39 kn α s=47.59×106/1.0×14.3×200× γ s=0.952 as=m/γ sfyho=47.59×106/0.952×300×415=402 mm2 选 4φ 12，as =452 mm2 as/bho=452/200×415=0.545%＞ρmin·h/ho=0.45ft/fy·h/ho=0.45×1.43×450/300×415=0.233% ＞0.2% h/ho=0.2%×450/415=0.217% ∴满足最小配筋率要求 斜截面承载力验算： hw=ho-hf=415-120=295 mm hw/b=295/400=1.475＜4 0.25β cfcho=0.25×1.0×14.3×200×415=296725 n=296.725 kn ＞vmax=52.39 kn ∴截面合格 0.7ftbho=0.7×1.43×200×415=83.083 kn＞vmax ∴按构造配筋 ρsv，min=0.24ft/fyv=0.24×1.43/210=0.163%选φ 8@200 ∴ρ sv=2×50.3/200×200=0.25%＞0.163%- 19 -六层框架结构办公楼设计＞0.2%4.2 屋盖次梁设计板传来的面荷载： g=6.71×2=13.42 kn/m2 q=0.7×2=1.4 kn/m2 p3’=（g+q）×lo1/2=(13.42+1.4) ×3.3/2=24.45 kn/m 次梁自重 20mm 厚次梁粉刷 小计 （梯形荷载）0.2×（0.45-0.1）×25×1.2=2.1 kn/m 0.02×（0.45-0.1）×20×1.2=0.17 kn/m p=2.27 kn/m （均布荷载）次梁承重为 p3’与 p 的叠加 与楼板荷载相差不大，可按楼板次梁配筋- 20 -六层框架结构办公楼设计5 楼梯设计图 5-1 标准层楼梯平面布置图5.1 标准层楼梯段设计混凝土采用 c30，板采用钢筋 hpb235，梁纵筋采用 hrb335，楼梯间尺寸为 6600mm×4500mm，现浇楼梯，踏步尺寸为 150mm×300mm，取板厚 h=120mm，tan α =150/300=0.5，cosα =0.894 5.1.1 标准层楼梯段板的荷载计算（取 1m 宽板带） ⑴ 恒载标准值 30mm 厚水磨石面层 三角形踏步 120mm 厚混凝土斜板 （0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98 kn/m 0.5×0.3×0.15×25/0.3=1.88 kn/m 0.12×25/0.894=3.36 kn/m- 21 -六层框架结构办公楼设计板底抹灰 小计 ⑵ 活载标准值0.02×17/0.894=0.38 kn/m gk=6.6 kn/mqk=2.5 kn/m2 1m 宽板带 qk=2.5 kn/mg+q=1.2gk +1.4qk= 1.2×6.6+1.4×2.5=11.42 kn/m g+q=1.35gk+1.4×0.7qk= 1.35×6.6+1.4×0.7×2.5=11.36 kn/m ∴活载起控制作用，g+q=11.42 kn/m 5.1.2 内力计算及配筋 平台板的计算跨度 lo=3.3m 跨中弯矩：m=plo2/10=11.42×3.32/10=12.44 kn·m 配筋计算： ho=h-as=120-20=100 (mm) α s=12.44×106/1.0×14.3×=0.087 ξ =0.0911 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0. as=m/γ sfyho=21.44×106/0.954×210×100=621 mm2 选φ 10@120，as =654 mm2 ρ = as/bho=654/.654% ρmin=max（0.45ft/fy，0.2%）=0.272%minρ ＞ρ ∴合格·h/ho=0.272%×120/100=0.327%5.2 标准层平台板计算设平台板厚 80mm，取 1m 宽板带计算 5.2.1 荷载计算 ⑴ 恒载标准值 平台自重 水磨石面层 20mm 厚板底抹灰 0.08×25×1=2 kn/m 0.65 kn/m 0.02×17=0.34 kn/m- 22 -六层框架结构办公楼设计小计 ⑵ 活载标准值gk=2.99 kn/mqk=2.5 kn/m g+q=1.2gk+1.4qk= 1.2×2.99+1.4×2.5=7.09 kn/m g+q=1.35gk+1.4×0.7qk= 1.35×2.99+1.4×0.7×2.5=6.49 kn/m ∴可变荷载起控制作用 5.2.2 内力计算及配筋 平台的计算跨度：lo=2.4×0.5×0.2+0.12/2=2.36 m 跨中弯矩：m=plo2/10=7.09×2.362/10=3.95 kn·m ho=h-as=120-20=100 (mm) α s=3.95×106/1.0×14.3×.077 ξ =0.0080 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0. as=m/γ sfyho=3.95×106/0.960×210×60=327 mm2 选φ 8@150，as =335 mm2 ρ = as/bho=335/.654% ρmin=max（0.45ft/fy，0.2%）=0.306%minρ ＞ρ·h/ho=0.306%×80/60=0.408%分布钢筋配筋率不宜小于 0.15%，且不宜小于单位宽度上受力钢筋截面面积 的 15% as=0.15%×0 mm2＞0.15×335=50.25 mm2 选用φ 8@250 as=201 mm25.3 平台梁设计平台梁尺寸取 200mm×350mm 5.3.1 荷载计算 ⑴ 恒载标准值 梁自重 梁侧粉刷 0.2×（0.35-0.08）×25=1.25 kn/m 0.02×（0.35-0.08）×2×17=0.18 kn/m- 23 -六层框架结构办公楼设计平台板传来 楼梯板传来 ⑵ 活载标准值2.99×2.4/2=3.59 kn/m 6.6×3.3/2=10.89 kn/mgk=2.5× （3.3×0.5+2.4×0.5） =7.13 kn/m g+q=1.2gk+1.4qk= 1.2×15.91+1.4×7.13=29.07 kn/m g+q=1.35gk+1.4×0.7qk= 1.35×15.91+1.4×0.7×7.13=28.47 kn/m 由此知可变荷载起控制作用，取 g+q=29.07 kn 5.3.2 内力计算及配筋 计算跨度 lo=1.05ln=1.05×（4.5-0.24）=4.47 m 弯矩设计值 m= plo2/8=29.07×4.472/8=72.61 kn·m 最大剪力设计值 v=pln/2=29.07×（4.5-0.24）/2=61.91 kn 截面按倒 l 形计算 bf=b+5hf’=200+5×80=600 mm m=α 1fcbf’hf’(ho-hf’/2)=1.0×14.3×600×80×(315-80/2) ×10-6 =188.76 kn·m＞m=72.61 kn·m ∴属于第一类截面 α s=72.61×106/1.0×14.3×600× ξ =0.089 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0.089=0.955 as=m/γ sfyho=72.61×106/0.955×300×315=804 mm2 选 4φ 16，as =804 mm2 ρ = as/bho=804/200×315=1.28% ρ ＞ρ ∴合格 5.3.3 斜截面配筋 验算截面尺寸 hw=ho-hf=315-80=235 mm hw/b=235/200=1.175＜4 0.25β cfcho=0.25×1.0×14.3×200×315=225.23 kn ＞vmax=61.91 knmin=max（0.45ft/fy，0.2%） ·h/ho =0.238%- 24 -六层框架结构办公楼设计∴截面合格 0.7ftbho=0.7×1.43×200×315=63.06 kn＞vmax ∴按构造配筋 ρsv，min=0.24ft/fyv=0.24×1.43/210=0.163%选φ 8@250 ρ sv=2×50.3/200×250=0.202%＞0.163% ∴满足5.4 底层楼梯设计平面布置如图 5-2图 5-2 底层楼梯明面布置图地层踏步尺寸取 150mm×300mm 首层楼梯的平台处净高=1.8+0.6-0.35-0.02=2.13m＞2m 楼梯下的净高=1.8+0.6+0.8-0.02=3.18m＞2.2m- 25 -六层框架结构办公楼设计∴符合房屋建筑学的规定 其梯段板、平台板、平台梁的配筋取与标准层相同- 26 -六层框架结构办公楼设计6 水平地震作用下框架分析6.1 荷载计算6.1.1 计算跨度 横向首层： 0 mm （边跨） 0 mm （中跨） 横向标准层： 0 mm （边跨） 0 mm （中跨） 纵向首层： 0 mm 0 mm 6.1.2 屋（楼）盖荷载计算 楼面恒载标准值 （4.5×8+0.24）×（15.6+0.24）×3.76=2158.40 kn 屋面恒载标准值 （4.5×8+0.24）×（15.6+0.24）×5.59=3208.89 kn 女儿墙（1.2m 高，0.2m 宽，含边长 0.2m 的压顶，0.02m 的女儿墙两侧粉刷） （4.5×8+15.6）×2×1.2×（0.2×5.5+0.02×17×2）+ （4.5×8+15.6）×0.2×0.2×25×2=323.64 kn 6.1.3 梁的荷载计算 顶层 次 梁 l1 0.2 × （ 0.45-0.1 ） × 25 × 3.9 × 6+0.02 × （0.45-0.1）×3.9×20×2×6=47.50 kn 次梁 l2 0.2 ×（ 0.45-0.1 ） × 25 × 3.9 × 8+0.02 × （0.45-0.1）×3.9×20×2×8=63.34 kn 纵 向 框架 梁 kl3 0.2 × （ 0.5-0.1 ） × 25 × 3.9 × 16+0.02 × （0.5-0.1）×20×3.9×16×2=144.77 kn 横向框架梁 kl1 0.3×（0.7-0.1）×25×6.0×9 ×2+0.02× （0.7-0.1）×20×6.0×9×2×2=537.84 kn 横 向 框 架 梁 kl2 0.2 × （ 0.5-0.1 ） × 25 × 1.8 × 9+0.02 × （0.5-0.1）×20×1.8×9×2=37.58 kn 小计 831.03 kn- 27 -六层框架结构办公楼设计标 准 层 次 梁 l10.2 × （ 0.45-0.12 ） × 25 × 3.9 × 6+0.02 × （0.45-0.12）×3.9×20×2×6=44.79 kn次梁 l20.2 ×（ 0.45-0.12 ）× 25 × 3.9 × 8+0.02 × （0.45-0.12）×3.9×20×2×8=59.72 kn纵向框架梁 kl30.2 ×（ 0.5-0.12 ）× 25 × 3.7 × 16+0.02 × （0.5-0.12）×20×3.7×16×2=130.48 kn横向框架梁 kl10.3×（0.7-0.12）×25×6.0×9×2+0.02× （0.7-0.1）×20×6.0×9×2×2=519.91 kn横 向 框 架 梁 kl20.2 × （ 0.5-0.12 ） × 25 × 1.6 × 9+0.02 × （0.5-0.12）×20×1.6×9×2=31.74 kn小计 6.1.4 墙体荷载计算763.94 kn外墙厚 240mm，采用瓷砖贴面，内墙厚 120mm，内外墙均采用粉煤灰空心砌 块砌筑 单位面积外墙体重为 单位面积内墙体重为 单位面积外墙贴面重为 单位面积外墙内面抹灰为 单位面积内墙双面抹灰为 首层 纵向内墙重 7.0×0.24=1.68 kn/m2 7.0×0.12=0.84 kn/m2 0.5 kn/m2 0.02×20=0.4 kn/m2 0.02×20×2=0.8 kn/m2 （0.84+0.8）×3.7×（5-0.5）× 16=436.90 kn 横向 kl1 内墙重 （0.84+0.8）×5.8×（5-0.7）× 7×2=572.62 kn 纵向外墙重 （1.68+0.5+0.4） ×3.7× （5-0.5） ×16=687.31 kn 横向 kl1 外墙重 （1.68+0.5+0.4）×5.8×（5-0.7） ×4=257.38 kn 横向 kl2 外墙重 （1.68+0.5+0.4）×1.6×（5-0.5） ×2=37.15 kn- 28 -六层框架结构办公楼设计小计 标准层 纵向内墙重1991.36 kn （0.84+0.8）×3.9×（3.6-0.5） ×16=317.24 kn横向 kl1 内墙重（0.84+0.8）×6×（3.6-0.7）× 7×2=399.50 kn纵向外墙重（1.68+0.5+0.4） ×3.9× （3.6-0.5） ×16=499.08 kn横向 kl1 外墙重（1.68+0.5+0.4）×6×（3.6-0.7） ×4=179.57 kn横向 kl2 外墙重（1.68+0.5+0.4） ×1.8× （3.6-0.5） ×2=28.79 kn小计 6.1.5 柱自重计算 标准层柱自重 地层柱自重 6.1.6 门窗荷载计算1424.18 kn0.6×0.6×3.6×25×4×9=1166.4 kn 0.8×0.8×5×25×4×9=2880 kn门窗布置见图 6-1， fm1、 fm1 均采用钢框门， 单位面积钢框门重量为 0.4 kn/m2， c1 采用钢框玻璃窗， 单位面积钢框玻璃窗重量为 0.45 kn/m2， 1 至 6 层门窗数量、 形式、大小均相同（楼梯平台处洞口可不扣）门窗重量计算表 表 6.1层数门窗号 fm1每扇面积（m2） 1.5×2.1=3.15 0.9×2.1=1.89 1.8×1.8=3.24 33.15 kn数量 2 14 14重量(kn) 2.52 10.58 20.411 至 6fm1 c1 小计- 29 -六层框架结构办公楼设计图 6-1 门窗布置图由于前面在计算时， 未扣除墙体上门窗洞口所占的体积，故此部分应当扣除 ∴标准层墙体的实际重量=.51-1.5×2.1×2× （0.84+0.8）-0.9 × 2.1 × 14 × （ 0.84+0.8 ） -1.8 × 1.8 × （1.68+0.4+0.5）×14=1286.93 kn 底层墙体的实际重量 =.51-1.5× 2.1 × 2 ×（0.84+0.8 ） -0.9 × 2.1 × 14 × （ 0.84+0.8 ） -1.8 × 1.8 × （1.68+0.4+0.5）×14=1854.11 kn 6.1.7 楼梯荷载计算 楼梯斜段重 楼梯休息平台重 楼梯段梁重 6.1.8 荷载汇总 ⑴ 顶层重力荷载代表值包括： 屋面恒载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体 自重+女儿墙自重 屋面荷载 顶层梁自重 q1=3208.89 kn q2=931.03 kn- 30 -4.5×3.3×2×6.6=196.02 kn 4.5×2.4×2.99=32.29 kn （1.25×4.5+0.18×4.5）×2=12.87 kn六层框架结构办公楼设计顶层柱自重 顶层墙自重 女儿墙自重q3=1166.4 kn q4=1286.93 kn q5=323.64 kn q6=q1+q2+q5=4363.56 kn q7=q3+q4=2453.33 kn g6=q6+0.5×q7=.5×0.23 kn⑵ 其他层重力荷载代表值包括：楼面恒载+纵横梁自重+楼面上下各半层柱 及墙体自重+50%楼面活载 楼面荷载 楼面梁自重 柱自重 墙自重 楼梯荷载 楼面活载 q1’=2158.40 kn q2’=797.65 kn q3’=1166.4 kn q4’=1286.93 kn q5’=196.02+32.29+12.87=241.18 kn q6’=2.5 × （ 36+0.24 ） × 2.4+ （ 4.5+0.12 ） × （6.6+0.12） ×2.5+2.0× （36+0.24） × （6.6+0.12） +2.0×（31.5+0.12）×（6.6+0.12）=1207.09 kn q7’=q1’+q2’ =2956.05 kn q8’=q3’+q4’+q5’=2694.51 kn g5= q7’+0.5×(q8’+ q7）+0.5×q6’ =.5×(3.33)+0.5×33.52 kn g2=g3=g4= q7’+0.5×(q8’+ q8’）+0.5×q6’ =4.51+0.5×54.11 kn ⑶ 首层重力荷载代表值 楼面荷载 楼面梁自重 柱自重 墙自重 q1”=2158.40 kn q2”=763.94 kn q3”=2880 kn q4”=1854.11 kn- 31 -六层框架结构办公楼设计楼梯荷载 楼面活载q5”=196.02+32.29+12.87=241.18 kn q6”=2.5 × （ 36+0.24 ） × 2.4+ （ 4.5+0.12 ） × （6.6+0.12） ×2.5+2.0× （36+0.24） × （6.6+0.12） +2.0×（31.5+0.12）×（6.6+0.12）=1207.09 kn q7”=q1”+q2” =2922.34 kn q8”=q3”+q4”+q5”=4975.29 kn g1= q7”+0.5×(q8’+ q5”）+0.5×q6” =7360.79 kn6.2 梁柱的线刚度、柱的侧移刚度梁柱的混凝土标号均为 c30，ec=3.0×107 kn/m2 6.2.1 梁的线刚度 在计算框架梁惯性矩时应考虑到楼板的影响，在框架梁两端节点附近，梁承 受负弯矩，顶部的楼板手拉，楼板对梁截面弯曲刚度影响较小，梁跨中承受正弯 矩，楼板处于受压区形成 t 形截面梁，对梁的截面弯曲刚度影响较大，为方便计 算。假定梁的截面惯性矩 i 延轴线不变，现浇楼盖边框架取 i=1.5i0，对中框架 取 i=2.0i0，横向刚度计算见表 6.2梁的线刚度表 表 6.2梁 号 kl1 kl2截面宽 （mm） 300 200截面高 （mm） 700 500长度 l （m） 6.6 2.4线刚度 i（× 10-4mec） 12.99 8.68边框架 1.5i中框架 2.0i（×10-4mec） （×10-4mec） 19.49 13.02 25.98 17.366.2.2 柱的线刚度柱的线刚度 表 6.3层号 1 2-6截面 b×h（m×m） 0.8×0.8 0.6×0.6柱高度 h（m） 5 3.6线刚度 i（×10-4mec） 68.27 306.2.3 横向框架柱的侧移刚度 d 值横向框架柱的 d 值- 32 -表 6.4六层框架结构办公楼设计k=∑kb/∑kc 柱类型 项目 （一般层）α =k/（2+k） （一般层） d=12α cic /h2 根k=∑kb/kc 层号 （底层）α =（0.5+k）/ （2+k） （底层）（kn/m） 数边框边柱 底 层 边框中柱 中框边柱 中框中柱 2 至 6 层 边框边柱 边框中柱 中框边柱 中框中柱0.285 0.476 0.381 0.634 0.650 1.08 0.434 1.4450.344 0.394 0.370 0.431 0.245 0.351 0.178 0.419 4 4 14 14 4 4 14 14底层∑d1=-6 层每层∑d2=895168 kn/m ∑d1/∑d2=168=1.56＞0.7 ∴为规则框架6.3 横向框架地震作用下计算6.3.1 横向框架自振周期 按顶点位移法计算框架自振周期， 顶点位移法是求结构基本频率的一种近似 方法，将结构按质量分布情况简化为无限质点的悬臂直杆如图 6-2图 6-2框架简化图 位移计算- 33 -表 6.5六层框架结构办公楼设计层 gi（kn） 数 6 7360.79vgi(kn)di (kn/m)δ i(m)δ i(m)giδigiδ2 i(kn·m) 0.006 0.013 0.020 0.027 0.034 0.027 0.128 0.121 0.108 0.088 0.061 0.027 714.02 745.11 677.86 552.25 382.96 200.04(kn·m2) 91.20 90.52 73.47 48.77 23.45 5.4423.75 31.97 46.87168 168 2638t=2π ψ t（∑giδ 2i/∑giδ i·g）0.5 =2×3.14×0.7×（332.84/.8）0.5 =0.448 s 其中∑giδ 2i=332.84 kn·m2 ∑giδ i=3272.24 kn·m 6.3.2 楼层地震剪力计算 该建筑结构高度小于 40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切变 形为主，因此可以用底部剪力法来计算水平地震作用 首先，计算总水平地震作用标准值，即底部剪力 fek=α 1geq α 1——相应于结构基本自振周期的水平地震影响系数 geq——结构等效总重力荷载，多质点取总重力荷载代表值的 85% ∴geq=0.85∑gi=0.85×69.84 kn 本场地地震烈度为 8 度，设计基本地震的加速度为 0.2g，设计地震分组为 第一类，场地类别为ⅱ类，其特征周期为 tg=0.35s 查表得水平地震影响系数最大值α 由于 tg=0.35s＜t=0.448s＜5tg ξ =0.05，ε 2=1.0，γ =0.9 ∴α =（tg/t）γ ε 2αmax max=0.16=（0.35/0.448）0.9×1.0×0.16=0.128fek=α 1geq=0.128×7.74 kn t1=0.448s＜1.4tg=1.4×0.35=0.49s ∴不修正- 34 -六层框架结构办公楼设计则质点 i 的水平地震作用标准值为 fi=gihifek/∑gkhk 其中 gi、gk 分别为质点 i、k 的重力荷载代表值，hi、hk 分别为 i、k 的计算 高度，具体计算过程如表 6.6，各楼层间地震剪力按 vi=∑fk 来计算，列入表中 计算楼层地震剪力 表 6.6层 数 6hihigigihifivi∑dδ uiδ ui/hi 0.000 32 0.000 62 0.000 86 0.001 05 0.001 19 0.000 59（m） （m） （kn） （kn· m） (kn) （kn） （kn/m） （m） 3.6 23 575. 29 . 61 792. 75 612. 12 431. 50 295. 26 6. 11 0. 98 7. 74 168 168 168 0.001 2 0.002 2 0.003 1 0.003 8 0.004 3 0.003 053.619.46133. 5243.615.86254. 1133.612.26254. 1123.68.66254. 111557360. 79各质点水平地震作用及楼层剪力沿结构高度的分布见图 6-3- 35 -六层框架结构办公楼设计图 6-3 横向水平地震作用及层间地震剪力6.3.3 水平地震作用下的框架侧移验算 δ ui/hi =0.0，满足位移要求 6.3.4 水平地震作用下框架内力计算 框架柱剪力和柱端弯矩采用 d 值法，将层间剪力分配到该层的各个柱子，即 求出柱子的剪力，再由柱子的剪力和反弯点高度求柱上、下端弯矩。 柱上下端弯矩 mbij=vijyh 式中 muij=vijyh（1-y） y=y0+y1+y2+y3dij——i 层 j 柱的侧移刚度，h 为该层柱的计算高度 y——反弯点高度 y0——标准反弯点高比， 根据上下梁的平均线刚度 kb 和柱的相对刚 度 kc 的比值、总层数 m、该层位置 n 查表确定 y1——上下梁的相对变化线刚度的修正值，由上下梁相对刚度比值 α 1 及 i 查表得 y2——上下层层高变化的修正值，由上层层高对该层层高比值 α 及 i 查表得 y3——下层层高对该层层高的比值α 3 及 i 查表得 yn 是根据倒三角分布水平荷载下各层柱标准反弯点高度比 yn 查得2可先求出柱的剪力- 36 -六层框架结构办公楼设计柱的剪力分配表 6.7中框 层剪力（kn） 边柱 d 值 架 6 5 4 3 2 1 6.11 0.98 7.74 （kn/m） 中柱 d 值 （kn/m） σd每根边柱每根中柱（kn/m） 剪力 （kn） 剪力 （kn） 168 168 32.91 46.05 56.19 63.34 107.55 40.23 77.47 108.39 132.27 149.10 125.28查表得各层的反弯点修正值得：标准层：y1=0，y2=0，y3=0∴y=0 底层修正 y2=-0.048中框架各层柱端弯矩表 6.8层 柱 次 号 6 5 4 3 2 1 6 5 4 3 2 1 中 框 边 柱 中 框 边 柱yyh(m)h(1-y) (m)v(kn)m上m下(kn·m) (kn·m) 17.09 32.91 46.05 56.19 63.34 107.55 40.23 77.47 108.39 132.27 149.10 125.28 40 67.53 91.17 111.25 114.01 127.98 91.25 153.39 206.81 238.08 268.38 217.99 21.54 50.94 74.59 91.03 114.01 409.77 53.59 125.5 138.4 238.08 368.38 408.420.35 0.43 0.45 0.45 0.5 0.81-0.048=0.762 0.37 0.45 0.47 0.50 0.50 0.70-0.048=0.6521.26 1.55 1.62 1.62 1.80 1.19 2.77 1.98 1.91 1.80 1.80 3.262.34 2.05 1.98 1.98 1.80 1.19 2.77 1.98 1.91 1.80 1.80 1.74- 37 -六层框架结构办公楼设计梁的弯矩及柱轴力表 6.9层 次 6 5 4 3 2 1 mbl 40 89.1 142.1 185.8 205.0 242.0ab/cd 梁 mbl 54.8 124.2 199.4 225.9 303.9 291.8 l vb mbl 36.5 82.8 132.9 150.6 202.6 194.6bc 梁 mbl 36.5 82.8 132.9 150.6 202.6 194.6 l 2.4 2.4 2.4 2.4 2.4 2.4 vb 30.4 69.0 110.8 125.5 168.8 162.1柱轴力 边柱 14.4 46.7 98.4 边柱 16.1 30.4 77.16.6 14.4 6.6 32.3 6.6 51.7 6.6 62.4 6.6 77.1 6.6 80.9160.8 175.5 237.9 336.3 318.8 574.2其中 m 的单位为 kn·m 19.49/（19.49+13.02）=0.600 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算按下式进行： mbl=ibl(mbi+1,j+muij)/(ibl+ibr) vb=(mbl+mbr)/ln 的单位为 knmbr=ibr(mbi+1,j+muij)/(ibl+ibr) ni=∑(vbl- vbr)图 6-10 框架在地震（左震）作用下弯矩图（kn·m）- 38 -六层框架结构办公楼设计∵b 柱与 c 柱弯矩相等，a 柱弯矩与 d 柱对称 ∴c、d 柱弯矩不再画出图 6-11 框架在地震（左震）作用下的剪力（kn）cd 梁与 ab 梁的剪力相同，故没有画出图 6-12 框架在地震(左震)作用下柱轴力（kn）c、d 柱分别与 a、b 柱轴力相等，故没有画出- 39 -六层框架结构办公楼设计7 竖向荷载下框架分析7.1 框架竖向恒载计算7.1.1 恒载作用下框架的分析计算 ⑴ 梁线荷载计算 屋面： 屋面恒载 屋面板传来的恒载 框架梁自重 梁侧粉刷 5.59 kn/m2 5.59×3.3=18.45 kn/m 0.3× （0.7-0.1） ×25=5.25 kn/m 0.02×（0.7-0.1）×17×2 =0.41 kn/m ∴办公室横梁的矩形线荷载合计 5.56 kn/m办公室横梁的三角形线荷载合计 18.45 kn/m 走廊： 走廊板传来的恒载 走廊梁自重 梁侧粉刷 5.59×2.4=13.42 kn/m 0.3×（0.5-0.1）×25=3 kn/m 0.02×（0.5-0.1）×17×2 =0.27 kn/m ∴走廊横梁的矩形线荷载合计 走廊横梁的三角形线荷载合计 楼面： 楼面恒载 楼面板传来的恒载 框架梁自重 3.27 kn/m 13.42 kn/m 3.74 kn/m2 3.74×3.3=12.34 kn/m 0.3×（0.7-0.12）×25 =4.35 kn/m 梁侧粉刷 0.02×（0.7-0.12）×17×2 =0.39 kn/m 办公室梁上墙自重 （ 7.0 × 0.12+0.02 × 20 × 2 ） × （3.6-0.7）=4.76 kn/m ∴办公室横梁的矩形线荷载合计 9.5 kn/m办公室横梁的三角形线荷载合计 12.34 kn/m- 40 -六层框架结构办公楼设计走廊：楼面板传来的恒载 走廊梁自重3.74×2.4=8.98 kn/m 0.3×（0.5-0.12）×25 =2.85 kn/m梁侧粉刷0.02×（0.5-0.12）×17×2 =0.26 kn/m∴走廊横梁的矩形线荷载合计 走廊横梁的三角形线荷载合计 ⑵ 集中荷载 次梁传来的集中荷载： 屋面： 板传来的恒载（梯形） 次梁自重3.11 kn/m 8.98 kn/m5.59×3.3=18.45 kn/m 0.2×（0.45-0.1）×25 =1.75 kn/m次梁粉刷0.02×（0.45-0.1）×17×2 =0.24 kn/m∴集中荷载=0.5×（4.5×2-3.3）×18.45+1.75×4.5+0.24×4.5 =61.54 （kn） 楼面： 板传来的恒载（梯形） 次梁自重 3.74×3.3=12.34 kn/m 0.2×（0.45-0.12）×25 =1.65 kn/m 次梁粉刷 0.02×（0.45-0.12）×17×2 =0.22 kn/m ∴集中荷载=0.5×（4.5×2-3.3）×12.34+1.65×4.5+0.22×4.5 =43.58 （kn） 屋面框架节点集中荷载： 边柱联系梁自重 0.2×（0.5-0.12）×25×4.5 =8.55 kn 粉刷 0.02×（0.5-0.12）×2×17 ×4.5=1.16 kn 1.2m 高女儿墙含粉刷压顶 4.5×1.2×（0.2×5.5+0.02×17- 41 -六层框架结构办公楼设计×2）+4.5×0.2×0.2×25 =14.11 kn 边柱联系梁传来的屋面荷载 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3×0.5 ×5.59=26.29 kn ∴顶层边节点集中荷载小计 中柱联系梁自重 50.11 kn 0.2×（0.5-0.12）×25×4.5 =8.55 kn 粉刷 0.02×（0.5-0.12）×2×17 ×4.5=1.16 kn 中柱联系梁传来的屋面荷载 0.5× （4.5×2-3.3） ×3.3×0.5 ×5.59=26.29 kn 0.5× （4.5×2-2.4） ×2.4×0.5 ×5.59=18.45 kn 楼面框架节点集中荷载： 边柱联系梁自重 0.2×（0.5-0.12）×25×4.5 =8.55 kn 粉刷 0.02×（0.5-0.12）×2×17 ×4.5=1.16 kn 塑钢窗 墙重（含贴面粉刷） 1.8×1.8×0.45=1.46 kn （1.68+0.5+0.4）×3.9×（3.60.5） -1.8×1.8× （1.68+0.5+0.4 ）=22.83 kn 框架柱自重 联系梁传来的楼面自重 0.6×0.6×3.6×25=32.4 kn 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3×0.5 ×3.74=17.59 kn ∴楼面层边节点集中荷载小计 中柱联系梁自重 83.93 kn 0.2×（0.5-0.12）×25×4.5 =8.55 kn 粉刷 0.02×（0.5-0.12）×2×17- 42 -六层框架结构办公楼设计×4.5=1.16 kn 内纵墙自重加粉刷 (0.84+0.8) ×3.9×(3.6-0.5) =19.83 kn 扣除门洞 -（0.84+0.8）×0.9×2.1+0.4 ×0.9×2.1=-2.34 kn 框架柱自重 联系梁传来的楼面自重 0.6×0.6×3.6×25=32.4 kn 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3×0.5 ×3.74=17.59 kn 0.5×（4.5×2-2.4）×2.4×0.5 ×3.74=14.81 kn ∴楼面中节点集中荷载 7.1.2 屋面层梁上作用的恒载 91.94 kn图 7-1 屋面层梁上荷载图 7-1 中，gk1、gk1’分别表示横梁自重，是均布荷载形式：gk2 和 gk2’分别 代表房间和走廊传给横梁的两个三角形荷载和三角形荷载， gk 代表跨中次梁集中 荷载 gk1=5.66 kn/m gk1’=3.27 kn/m gk=61.54 kn gk2、gk2’和 gk 代表房间传给横梁的梯形、三角形和跨中集中荷载，需将其- 43 -gk2=18.45 kn/m gk2’=13.42 kn/m六层框架结构办公楼设计转化为等效均布荷载 两个三角形荷载的等效荷载=17×gk2/32=17×18.45/32=9.80 kn/m 三角形荷载的等效荷载=5×gk2/8=5×13.42/8=8.39 kn/m 跨中集中荷载的等效荷载=3gk/2l=3×61.54/2×6.6=13.99 kn/m ∴横向框架恒荷载： 屋面板：5.66+9.80+13.99=29.45 kn/m （6.6m 跨） 3.27+8.39=11.66 kn/m （2.4m 跨） 7.1.3 楼面层梁上作用的恒载图 7-2 楼面层梁上荷载两个三角形荷载的等效荷载=17×gk2/32=17×12.34/32=6.56 kn/m 三角形荷载的等效荷载=5×gk2/8=5×8.98/8=5.61 kn/m 跨中集中荷载的等效荷载=3gk/2l=3×43.58/2×6.6=9.90 kn/m ∴横向框架恒荷载： 屋面板：9.5+6.56+9.90=25.96 kn/m （6.6m 跨） 5.61+3.11=8.72 kn/m （2.4m 跨）7.2 恒载内力计算弯矩计算： （对称结构，取一半框架计算） 7.2.1 固端弯矩计算 顶层边跨 顶层中跨 m6ab=29.45×6.62/12=106.90 kn·m m6bc=11.66×1.22/3=5.60 kn·m- 44 -六层框架结构办公楼设计中间层边跨 中间层中跨mab=25.96×6.62/12=94.23 kn·m m6bc=11.66×1.22/3=5.60 kn·m7.2.2 分配系数计算 ⑴ 顶层（如图 7-3） μ 12=25.98×4/（25.98×4+30×4）=0.464 μ 14=1-μ 12=0.536 μ 21=25.98×4/（25.98×4+30×4+17.36×2）=0.402 μ 23=17.36×2/（25.98×4+30×4+17.36×2）=0.134 μ 25=1-μ 21-μ 23=1-0.402-0.134=0.464图 7-3 顶层计算简图⑵ 中间层（如图 7-4） μ 31=μ 36=30×4/（25.98×4+30×4+30×4）=0.349 μ 14=1-2μ 31=0.302 μ 42=μ 47=30×4/（25.98×4+30×4×2+17.36×2）=0.317 μ 43=25.98×4/（25.98×4+30×4×2+17.36×2）=0.274 μ 45=1-2μ 42-μ 43=0.092图 7-4 中间层计算简图- 45 -六层框架结构办公楼设计⑶ 底层 μ 31=30×4/（25.98×4+30×4+68.27×4）=0.241 μ 34=25.98×4/（25.98×4+30×4+68.27×4）=0.209 μ 14=1-μ 31-μ 34=0.55 μ 42=30×4/（25.98×4+30×4+17.36×2+4×68.27）=0.226 μ 43=25.98×4/（25.98×4+30×4+17.36×2+4×68.27）=0.195 μ 47=4×68.27/（25.98×4+30×4+17.36×2+4×68.27）=0.514 μ 45=1-μ 43-μ 42-μ 47=0.065图 7-5 底层计算简图7.2.3 弯矩分配恒载作用下弯矩分配(kn· m) 表 7.16 分配系数上柱下柱 0.536右梁 0.464 -106.9传递左梁 0.402 106.90 -40.72 24.80 -4.23 86.75 左梁 0.274上柱下柱 0.464右梁 0.134 -5.60分配57.30 16.4449.60 -20.36 1.82 -75.84 右梁 0.302-47.00 -14.27 -4.89 -66.16 上柱 0.317 下柱 0.317-13.57分配 ∑ 5 分配系数 上柱 0.3492.10 75.84 下柱 0.349-1.41 -20.59 右梁 0.092- 46 -六层框架结构办公楼设计-94.23 分配 32.89 28.65 分配 ∑ 4 分配系数 -11.43 50.10 上柱 0.349 32.89 16.44 -11.43 37.90 下柱 0.349 28.46 -12.34 -9.89 -88.00 右梁 0.302 -94.23 分配 32.89 16.44 分配 ∑ 3 分配系数 -7.17 42.16 上柱 0.349 32.89 16.44 -7.17 42.16 下柱 0.349 28.46 -12.34 -6.21 -84.31 右梁 0.302 -94.23 分配 32.89 16.44 分配 ∑ 2 分配系数 -7.17 42.16 上柱 0.349 32.89 16.44 -7.17 42.16 下柱 0.349 28.46 -12.34 -6.21 -84.31 右梁 0.302 -94.23 分配 32.89 16.44 分配 ∑ 1 分配系数 -5.40 43.93 上柱 0.241 32.89 11.35 -5.40 38.84 下柱 0.55 28.46 -12.34 -4.67 -82.78 右梁 0.209 -94.23- 47 -94.23 -24.67 14.23 6.45 90.24 左梁 0.274 94.23 -24.67 14.23 3.92 87.71 左梁 0.274 94.23 -24.67 14.23 3.92 87.71 左梁 0.274 94.23 -24.67 14.23 2.80 86.59 左梁 0.195 94.23 -28.54 -14.27 3.24 -39.58 上柱 0.226 -28.54 -10.17 3.24 -35.48 下柱 0.514 -28.54 -14.27 4.54 -38.28 上柱 0.317 -28.54 -14.27 4.54 -38.28 下柱 0.317 -28.54 -14.27 4.54 -38.28 上柱 0.317 -28.54 -14.27 4.54 -38.28 下柱 0.317 -28.54 -23.50 7.46 -44.58 上柱 0.317 -28.54 -14.27 7.46 -35.35 下柱 0.317-4.19 -8.282.17 -10.31 右梁 0.092 -4.19 -8.281.32 -11.16 右梁 0.092 -4.19 -8.281.32 -11.16 右梁 0.092 -4.19 -8.280.94 -11.53 右梁 0.065 -4.19六层框架结构办公楼设计分配22.71 16.4451.8319.69 -8.78-17.56 9.85 0.86 87.38-20.35 -14.27 1.00 -33.62-46.28-5.85分配 ∑-1.85 37.31-4.22 47.61-1.60 -84.922.27 -44.010.29 -9.767.3 框架竖向活载计算7.3.1 活荷载计算 ⑴ 线荷载 屋面： 屋面活载 屋面板传来的活载 走廊板传来的活载 楼面： 楼面活载 走廊活载 楼面板传来的活载 楼面板传来的活载 ⑵ 集中荷载 次梁传来的集中荷载： 屋面： 板传来的活载 0.5×3.3=1.65 kn/m 0.5× （4.5×2-3.3）×1.65 =4.70 kn ∴次梁传来的集中荷载 4.70 kn 楼面： 板传来的活载 2.0×3.3=6.6 kn/m 0.5×（4.5×2-3.3）×6.6 =18.81 kn ∴次梁传来的集中荷载 18.81 kn 屋面框架节点集中荷载： 边柱联系梁传来的屋面活载 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3 ×0.5×0.5 =2.35 kn ∴顶层边节点集中荷载- 48 -0.5 kn/m2 0.5×3.3=1.65 kn/m 0.5×2.4=1.2 kn/m 2.0 kn/m22.5 kn/m2 2.0×3.3=6.6 kn/m 2.5×2.4=6 kn/m2.35 kn六层框架结构办公楼设计中柱联系梁传来的屋面活载：0.5×（4.5×2-3.3）×3.3 ×0.5×0.5 =2.35 kn 0.5×（4.5×2-2.4）×2.4 ×0.5×0.5 =1.98 kn ∴顶层中节点集中荷载 楼面框架节点集中荷载： 边柱联系梁传来的屋面活载 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3 ×0.5×2.0 =9.41 kn ∴楼面层边节点集中荷载 中柱联系梁传来的楼面活载 9.41 kn 0.5×（4.5×2-3.3）×3.3 ×0.5×2.0 =9.41 kn 0.5×（4.5×2-2.4）×2.4 ×0.5×2.0 =7.92 kn ∴楼面层中节点集中荷载 7.3.2 屋面梁上作用的活载 17.33 kn 4.33 kn图 7-6 屋面梁上活载- 49 -六层框架结构办公楼设计图 7-6 中，qk1=1.65 kn/m qk2=1.20 kn/m qk=1.70 kn qk1、qk2 和 qk 均需转化为等效均布荷载 qk1 转化为 17×1.65/32=0.88 kn/m qk2 转化为 5×1.65/8=0.75 kn/m qk 转化为 3×4.70/2×6.6=1.07 kn/m ∴横向框架活载： （屋面） 屋面板：0.88+1.07=1.95 kn/m 0.75 kn/m 7.3.3 楼面梁上作用的活载 （6.6m 跨） （2.4m 跨）图 7-7 楼面梁上活载图 7-7 中，qk1=6.6 kn/m qk1’=6 kn/m qk=18.81 kn qk1、qk1’和 qk 均需转化为等效均布荷载 qk1 转化为 17×6.6/32=3.51 kn/m qk1’转化为 5×6/8=3.75 kn/m qk 转化为 3×18.81/2×6.6=4.28 kn/m ∴横向框架活载： （屋面） 屋面板：3.51+4.28=7.79 kn/m 3.75 kn/m- 50 -（6.6m 跨） （2.4m 跨）六层框架结构办公楼设计7.4 活载内力计算7.4.1 固端弯矩计算 顶层边跨 顶层中跨 中间层边跨 中间层中跨 7.4.2 弯矩分配活载作用下弯矩分配(kn· m) 表 7.2m6ab=1.95×6.62/12=7.08 kn·m m6bc=0.75×1.22/3=0.36 kn·m mab=7.79×6.62/12=28.28 kn·m m6bc=3.75×1.22/3=1.8 kn·m6 分配系数上柱下柱 0.536右梁 0.464 -7.08左梁 0.402 7.08 -2.70 1.64 1.03 7.05 左梁 0.274 28.28 -7.26 4.27 0.41 25.70 左梁 0.274 28.28 -7.26 4.27 1.13 26.42上柱下柱 0.464右梁 0.134 -0.36分配3.79 4.933.29 -1.35 -1.66 -6.81 右梁 0.302 -28.28-3.12 -4.20 1.19 -6.13 上柱 0.317 下柱 0.317-0.90分配 ∑ 5 分配系数 上柱 0.349-1.92 6.81 下柱 0.3490.34 -0.92 右梁 0.092 -1.80分配9.87 1.909.87 4.93 -1.12 13.69 下柱 0.3498.54 -3.63 -0.97 -24.33 右梁 0.302 -28.28-8.39 -1.56 0.47 -9.48 上柱 0.317-8.39 -4.20 0.47 -12.12 下柱 0.317-2.44分配 ∑ 4 分配系数-1.12 10.65 上柱 0.3490.14 -4.10 右梁 0.092 -1.80分配9.87 4.939.87 4.93 -2.18 12.638.54 -3.63 -1.89 -25.25- 51 --8.39 -4.20 1.31 -11.28-8.39 -4.20 1.31 -11.28-2.44分配 ∑-2.18 12.630.38 -3.86六层框架结构办公楼设计3 分配系数上柱 0.349下柱 0.349右梁 0.302 -28.28左梁 0.274 28.28 -7.26 4.27 1.13 26.42 左梁 0.274 28.28 -7.26 4.27 0.80 26.09 左梁 0.195 28.28 -5.16 2.96 0.24 26.31上柱 0.317下柱 0.317右梁 0.092 -1.80分配9.87 4.939.87 4.93 -2.18 12.63 下柱 0.3498.54 -3.63 -1.89 -25.25 右梁 0.302 -28.28-8.39 -4.20 1.31 -11.28 上柱 0.317-8.39 -4.20 1.31 -11.28 下柱 0.317-2.44分配 ∑ 2 分配系数-2.18 12.63 上柱 0.3490.38 -3.86 右梁 0.092 -1.80分配9.87 4.939.87 3.41 -1.65 11.63 下柱 0.558.54 -3.63 -1.42 -24.79 右梁 0.209 -28.28-8.39 -4.20 0.93 -11.67 上柱 0.226-8.39 -2.99 0.93 -10.46 下柱 0.514-2.44分配 ∑ 1 分配系数-1.65 13.16 上柱 0.2410.27 -3.97 右梁 0.065 -1.80分配6.82 16.4415.555.91 -2.58-5.98 -4.20 0.28 -9.90-13.61-1.72分配 ∑-3.34 19.92-7.62 7.93-2.90 -27.850.64 -12.970.08 -3.447.5 弯矩调幅因为按照框架结构的合理破坏形式，在梁端出现塑性铰是允许的，所以梁端 对梁端弯矩进行调幅，取β =0.85，调幅后的弯矩 ma、mb 的平均值与跨中最大弯 矩 mco 之和应大于简支梁计算的跨中弯矩 mo，即︳ma+mb ︳/2+mco≥mo，且跨中弯 矩不小于简直弯矩的 50% 7.5.1 框架梁跨中弯矩中叠加弯矩的计算 ⑴ 一个三角形荷载（如图 7-8）时- 52 -六层框架结构办公楼设计图 7-8mmax=ql2/12 对于 bc 跨，mmax=2.42 q /12=0.48q ⑵ 两个三角形荷载（如图 7-9）时图 7-9mmax=ql2/16 对于 ab、cd 跨，mmax=6.62 q /16=2.72q ⑶ 跨中集中力时 mmax=ql/4=6.6q/4=1.65q ∴恒载作用下屋面：mab，max=5.66×6.62/8+61.54×6.6/4+2.72×18.45 =182.54 （kn·m） mbc，max =3.27×6.6 /8+0.48×13.42=24.25 （kn·m） 楼面：mab，max=9.5×6.62/8+43.58×6.6/4+2.72×8.98 =148.06 （kn·m） mbc，max =3.11×6.62/8+0.48×5.61=19.63 （kn·m） ∴活载作用下屋面：mab，max=4.7×6.6/4+2.72×1.65 =12.24 （kn·m）2- 53 -六层框架结构办公楼设计mbc，max =0.48×1.2=0.58 （kn·m） 楼面：mab，max=4.28×6.6/4+2.72×3.51 =16.61 （kn·m） mbc，max =0.48×6=2.88 （kn·m） 7.5.2 恒载作用下弯矩调幅恒载调幅 表 7.3其中 m 的单位为 kn·m，v 的单位为 kn vbr=0.5ql+（m 左+m 右）/l vbl=0.5ql-（m 左+m 右）/l跨中弯矩=max（1/2（右-左）-m，0.5×ql2/8） 7.5.3 活载作用下弯矩调幅活载调幅 表 7.4- 54 -六层框架结构办公楼设计调幅系数取 0.85，跨中 m= max（1/2（右-左）-m，0.5×ql2/8） 表中 m 的单位是 kn·m n 的单位是 kn7.6 竖向荷载作用下弯矩图7.6.1 恒载作用下的弯矩图（两边对称）图 7-10 恒载作用下弯矩图（kn·m）7.6.2 活载作用下的弯矩图（两边对称）- 55 -六层框架结构办公楼设计图 7-11 活载作用下弯矩图（kn·m）7.7 框架梁端柱边弯矩剪力7.7.1 恒载作用下框架梁端柱边弯矩剪力恒载作用下梁端弯矩剪力 表 7.5ab/cd 6 5 4 3m左 -64.47 -74.80 -71.67 -71.67m右 73.73 76.70 74.55 74.55vbl 95.78 85.38 85.23 85.23vbr 98.59 85.96 86.11 86.11- 56 -v梁l 86.95 77.59 77.44 77.44v梁r 89.75 76.97 77.12 77.12梁端 m 左 -38.38 -51.52 -48.43 -48.43梁端 m 右 46.81 53.61 51.42 51.42六层框架结构办公楼设计2 1 cd 6 5 4 3 2 1-70.36 -72.18 m左73.60 74.27 m右85.18 85.35 vbl 13.99 10.46 10.46 10.46 10.46 10.4686.16 85.99 vbr 13.99 10.46 10.46 10.46 10.46 10.4677.39 74.97 v梁l 10.49 7.85 7.85 7.85 7.85 6.9877.17 74.00 v梁r 10.49 7.85 7.85 7.85 7.85 6.98-47.14 -42.19 梁端 m 左 -14.35 -6.41 -7.13 -7.13 -7.45 -5.5050.45 44.67 梁端 m 右 -14.35 -6.41 -7.13 -7.13 -7.45 -5.50-17.50 -17.50 -8.76 -9.48 -9.48 -9.80 -8.29 -8.76 -9.48 -9.48 -9.80 -8.29其中 m 的单位为 kn·m，v 的单位为 kn 7.7.2 活载作用下框架梁端柱边弯矩剪力活作用下梁端弯矩剪力 表 7.6ab/cd 6 5 4 3 2 1 cd 6 5 4 3 2 1m左 -5.79 -20.68 -21.46 -21.46 -21.07 -23.67 m左 -0.78 -3.48 -3.28 -3.28 -3.37 -2.92m右 5.99 21.85 22.46 22.46 22.18 22.37 m右 -0.78 -3.48 -3.28 -3.28 -3.37 -2.92vbl 6.40 25.53 25.56 25.56 25.54 25.90 vbl 0.90 4.50 4.50 4.50 4.50 4.50vbr 6.47 25.88 25.86 25.86 25.87 25.51 vbr 0.90 4.50 4.50 4.50 4.50 4.50v梁l 5.82 23.19 23.22 23.22 23.20 22.79 v梁l 0.68 3.38 3.38 3.38 3.38 3.00v梁r 5.88 23.55 23.52 23.52 23.54 22.39 v梁r 0.68 3.38 3.38 3.38 3.38 3.00梁端 m 左 -4.04 -13.73 -14.50 -14.50 -14.11 -14.56 梁端 m 左 -0.58 -2.47 -2.27 -2.27 -2.36 -1.72梁端 m 右 4.23 14.78 15.40 15.40 15.12 15.65 梁端 m 右 -0.58 -2.47 -2.27 -2.27 -2.36 -1.72其中 m 的单位为 kn·m，v 的单位为 kn 7.7.3 地震作用下框架梁端柱边弯矩剪力- 57 -六层框架结构办公楼设计地震用下梁端弯矩剪力表 7.7层数 6 5 4 3 2 1m左 40.00 89.07 142.11 185.84 205.04 241.99m右 -54.75 -124.19 -199.39 -225.89 -303.88 -291.82v 14.36 32.31 51.74 62.38 77.11 80.88梁端 m 左 35.69 79.38 126.59 167.13 181.91 209.64梁端 m 右 -50.44 -114.50 -183.87 -207.18 -280.75 -259.47m中 36.50 82.79 132.93 150.59 202.59 194.55梁端 m 中 27.37 62.09 99.70 112.94 151.94 129.70其中 m 的单位为 kn·m，v 的单位为 kn7.8 柱轴力计算7.8.1 恒载作用下柱轴力 恒载作用下柱轴力=轴自重+集中荷载+剪力 标准层柱截面 0.6m×0.6m，层高 3.6m，容重 25kn/m3 ∴自重=0.62×3.6×25=32.4 kn 底层柱截面 0.8m×0.8m，层高 5m，容重 25kn/m3 ∴自重=0.8 ×5×25=80 kn恒载作用下柱轴力 （kn） 表 7.82层 数 6 5 4 3 2 1集中荷载 边跨 50.11 83.93 83.93 83.93 83.93 83.93 中跨 54.45 91.94 91.94 91.94 91.94 91.94边跨剪力 vbl 95.78 85.38 85.23 85.23 85.18 85.35 vbr 98.59 85.96 86.11 86.11 86.16 85.99中跨剪力 vbl 13.99 10.46 10.46 10.46 10.46 10.46 vbr 13.99 10.46 10.46 10.46 10.46 n顶a柱 n底 178.29 380.00 581.56 783.12 984.63 n顶b柱 n底 199.43 420.19 641.10 862.01145.89 347.60 549.16 750.72 952.23167.03 387.79 608.70 829.612.9710.46 3.91 1.367.8.2 活载作用下柱轴力 活载作用下柱轴力=集中荷载+剪力 ∴柱顶柱底轴力一样- 58 -六层框架结构办公楼设计活载作用下柱轴力(kn)表 7.9层 数 6 5 4 3 2 1集中荷载 边跨 2.35 9.41 9.41 9.41 9.41 9.41 中跨 4.33 17.33 17.33 17.33 17.33 17.33边跨剪力 vbl 6.40 25.53 25.56 25.56 25.54 25.90 vbr 6.47 25.88 25.86 25.86 25.87 25.51中跨剪力 vbl 0.90 4.50 4.50 4.50 4.50 4.50 vbr 0.90 4.50 4.50 4.50 4.50 4.50柱轴力 a柱 8.75 43.70 78.66 113.63 148.58 183.89 b柱 11.70 59.41 107.10 154.78 202.49 249.83- 59 -六层框架结构办公楼设计8 框架内力组合8.1 内力组合原则8.1.1 一般结构内力组合有一下四种： ⑴1.2sgk+1.4sqk ⑵1.35sgk+0.7×1.4sqk ⑶1.2(sgk+0.5sqk)±1.3sek ⑷1.0(sgk+0.5sqk)±1.3sek 水平地震作用效应与重力荷载代表值效应组合， 考虑水平地震作用效应与重 力荷载代表值效应的组合，其表达式为：s=γ gsgk+γehsek,其中 s 为结构构件内力组合的设计值，包括弯矩、剪力和轴力设计值。γ g 为重力荷载代表值分项系数. 一般情况下取 1.2， 当重力荷载效应对构件承载力有利时， 不应大于 1.0， 取 1.0. γeh为水平地震作用分项系数，取 1.3;sgk 为重力荷载代表值的效应，sek 为水平地震作用标准值的效应，应乘以增大系数或调整系数 竖向荷载一般比重力荷载代表值要大， 且计算截面承载力时不存在承载力抗 震调整系数。 所以框架柱在竖向荷载作用下所需的构件承载力有可能超过地震作 用时构件承载力。因此尚需按无地震作用时正常竖向荷载下内力组合进行计算： s=γ gsgk+γ gsqk,式中 s 代表内力组合的设计值，包括弯矩，轴力，剪力的设计值。 rg 为恒载分项系数.一般取 1.2.恒载有利时取 1.0.γ g 为活载分项系数，一般取 1.4。sgk, sqk 分别为恒载标准值和楼面活载标准值在构件计算截面上产生的内力 标准组合 8.1.2 框架梁、柱截面最不利组合 框架梁的控制截面取梁端柱边截面和跨中截面。柱取柱顶和柱底截面，对 称配筋。不利组合为：⑴|m|max 及其 n ⑵ nmax 及其 m ⑶nmin 及其 m8.2 内力组合- 60 -六层框架结构办公楼设计梁的内力组合表 8.1层 次位 置 a右 b左 b右内 力m v m v m v mab -38.38 86.95 -46.81 -89.75 -14.35 10.49 113.44 6.75荷载类别 恒载① 活载② -4.04 5.82 -4.23 -5.88 -0.58 0.68 7.30 2.35 地震作用③ 35.69 -14.36 -50.44 -14.36 27.37 -30.42 -7.38 0 79.38 -32.31 -114.50 -32.31 62.09 -68.99 -17.56 0 126.59 -51.74 -183.87 -51.74 99.70 -110.77 -28.64 0竖向荷载组合 ⅰ -51.72 112.48 -62.09 -115.94 -18.03 13.54 146.35 11.39 -81.04 125.58 -85.03 -125.33 -11.15 14.14 120.92 29.48 -78.42 125.44 -83.27 -125.47 -11.73 14.14 124.09 28.61 ⅱ -55.78 123.08 -67.33 -126.93 -19.94 14.83 160.30 11.42 -83.01 127.48 -86.86 -126.98 -11.07 13.90 121.52 26.18 -79.60 127.30 -84.51 -127.16 -11.84 13.90 125.08 25.206跨中 a右 b左 b右mbc m v m v m v mab-51.52 -13.73 77.59 23.19-53.61 -14.78 -76.97 -23.55 -6.41 7.85 72.31 10.87 -2.47 3.38 24.39 11.745跨中 a右 b左 b右mbc m v m v m v mab-48.43 -14.50 77.44 23.22-51.42 -15.40 -77.12 -23.52 -7.13 7.85 74.95 10.15 -2.27 3.38 24.39 11.74- 61 -4跨中mbc六层框架结构办公楼设计m-48.43 -14.50 77.44 23.22167.13 -62.38 -207.18 -62.38 112.94 -125.49 -20.03 0 181.91 -77.11 -280.75 -77.11 151.94 -168.82 -49.42 0 209.64 -80.88 -259.47 -80.88 129.70 -162.12 -24.92 0-78.42 125.44 -83.27 -125.47 -11.73 14.14 124.09 28.61 -76.33 125.35 -81.70 -125.56 -12.24 14.14 125.44 28.23 -71.01 121.86 -75.52 -120.15 -9.02 12.57 123.95 30.04-79.60 127.30 -84.51 -127.16 -11.84 13.90 125.08 25.20 -77.47 127.21 -82.92 -127.25 -12.37 13.90 126.61 24.77 -71.22 123.54 -75.65 -121.85 -9.12 12.36 124.93 26.81a右 b左 b右 3 跨中 a右 b左 b右 2 跨中 a右 b左 b右 1 跨中v m v m v mab mbc m v m v m v mab mbc m v m v m v mab mbc-51.42 -15.40 -77.12 -23.52 -7.13 7.85 74.95 10.15 -2.27 3.38 24.39 11.74-47.14 -14.11 77.39 23.20-50.45 -15.12 -77.17 -23.54 -7.45 7.85 76.08 9.83 -2.36 3.38 24.39 11.74-42.19 -14.56 74.97 22.79-44.67 -15.65 -74.00 -22.39 -5.50 6.98 74.83 11.34 -1.72 3.00 24.39 11.74表中 m 的单位是 kn·m ⅰ代表 1.2①+1.4②n 和 v 的单位是 knⅱ代表 1.35①+1.4×0.7×②- 62 -六层框架结构办公楼设计续表 8.1层 次位 置 a右 b左 b右内 力m v m v m v mab ⅲ竖向荷载与地震作用组合 ⅳ -94.88 126.49 6.87 -92.57 -53.15 52.54 150.10 9.51 -173.25 149.03 75.64 -64.49 -89.89 101.13 124.23 20.09 -231.38 174.12 168.08 -39.39 -139.52 155.44 141.81 19.22 -284.08 ⅴ 6.00 71.19 -114.50 -111.36 20.95 -28.71 107.50 7.93 44.80 47.19 -209.85 -130.74 73.08 -80.15 61.67 16.74 108.88 21.79 -298.15 -156.14 121.35 -134.47 49.91 16.02 161.58 ⅵ -86.80 108.52 16.65 -74.03 -50.22 50.38 126.69 7.93 -161.58 131.19 87.84 -46.74 -88.36 99.22 107.33 16.74 max 6.00 126.49 16.65 min -94.88 71.19 -124.28-2.08 89.16 -124.28 -129.90 18.02 -26.55 130.92 9.51 33.13 65.02 -222.05 -148.49 71.55 -78.24 78.58 20.09 97.74 39.60 -309.97 -173.92 119.69 -132.56 67.34 19.22 150.44-74.03 -129.90 20.95 52.54 160.30 11.42 44.80 149.03 87.84 -53.15 -28.71 107.50 7.93 -173.25 47.19 -222.056跨中 a右 b左 b右mbc m v m v m v mab-46.74 -148.49 73.08 101.13 124.23 29.48 -89.89 -80.15 61.67 16.745跨中 a右 b左 b右mbc m v m v m v mab-220.25 108.88 -231.38 156.31 179.91 -21.62 174.12 21.79179.91 -309.97 -21.62 -173.92-137.87 121.35 -139.52 153.54 124.38 16.02 155.44 -134.47 141.81 28.61 49.91 16.024 3跨中 a右mbc m-272.95 161.58 -284.08- 63 -六层框架结构办公楼设计v m25.77 -340.27 -187.75 136.91 -151.69 78.54 19.22 171.44 6.55 -434.58 -206.97 187.17 -208.02 41.68 18.84 213.16 -1.51 -400.31 -207.38 160.98 -200.58 72.04 20.65187.96 198.38 -25.56 -156.74 174.58 130.61 19.22 -301.52 207.03 295.36 -6.48 -207.88 230.91 170.18 18.84 -331.89 208.78 274.31 2.91 -176.25 220.93 136.82 20.657.96 -328.45 -169.97 138.56 -153.60 61.11 16.02 182.28 -11.25 -422.98 -189.18 188.90 -209.93 24.03 15.70 223.06 -18.78 -389.81 -190.34 162.25 -202.28 54.64 17.21170.15 210.21 -7.78187.967.96210.21 -340.27 -7.78 -187.75b左 b右 跨中 a右 b左 b右 2 跨中 a右 b左 b右 1 跨中v m v mab mbc m v m v m v mab mbc m v m v m v mab mbc-155.09 138.56 -156.74 172.67 113.18 16.02 174.58 -153.60 130.61 28.61 61.11 16.02-290.68 182.28 -301.52 189.23 306.96 11.30 207.03 -11.25306.96 -434.58 11.30 -206.97-206.16 188.90 -207.88 229.00 152.52 15.70 230.91 -209.93 170.18 28.23 24.03 15.70-322.00 223.06 -331.89 191.50 284.81 19.95 208.78 -18.78284.81 -400.31 19.95 -207.38-174.98 162.25 -176.25 219.23 119.42 17.21 220.93 -202.28 136.82 30.04 54.64 17.21ⅲ代表 1.2(①+0.5②)+1.3③ ⅳ代表 1.2(①+0.5②)-1.3③ ⅴ代表(①+0.5②)+1.3③ ⅵ代表(①+0.5②)-1.3③- 64 -六层框架结构办公楼设计a 柱的内力组合表 8.2层 位 内 次 置 力柱 顶 柱 6 底 柱 顶 柱 5 底 柱 顶 柱 4 底 柱 顶 柱 3 底 柱 顶 柱 2 底 柱 顶 柱 1 底 m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n 恒载① 75.8 145.9 50.1 178.3 37.9 347.6 42.2 380.0 42.2 549.2 42.2 581.6 42.2 750.7 43.9 783.1 38.8 952.2 37.3 984.6 47.6 .8 1233.9竖向荷载与地震作用 荷载类别 活载② 6.8 8.8 10.7 8.8 13.7 43.7 12.6 43.7 12.6 78.7 12.6 78.7 12.6 113.6 13.2 113.6 11.6 148.6 19.9 148.6 7.9 183.9 4.0 183.9 地震③ -40.0 -14.4 -21.5 -14.4 -67.5 -46.7 -50.9 -46.7 -91.2 -98.4 -74.6 -98.4 -111.3 -160.8 -91.0 -160.8 -114.0 -237.9 -114.0 -237.9 -128.0 -318.8 -409.8 -317.8- 65 -竖向荷载组合 ⅰ 100.5 187.3 75.0 226.2 64.6 478.3 68.3 517.2 68.3 769.1 68.3 808.0 68.3 .1 .9 .7 .2 .1 1738.1 ⅱ 109.1 205.5 78.1 249.3 64.6 512.1 69.3 555.8 69.3 818.5 69.3 862.2 69.3 .2 .8 .9 .0 .0 1846.0 ⅲ 43.1 161.7 38.5 200.5 -34.1 382.7 -8.1 421.5 -60.4 578.3 -38.8 617.1 -86.5 760.0 -57.7 798.9 -94.6 922.6 -91.5 961.4组合 ⅳ 147.1 199.0 94.5 237.9 141.5 504.0 124.4 542.9 176.7 834.1 155.1 873.0 202.8 .0 .8 .9 .3 .7 2004.1-104.5 1.7 1177.9六层框架结构办公楼设计续表 8.2层 位 内 次 置 力柱 顶 柱 6 底 柱 顶 柱 5 底 柱 顶 柱 4 底 柱 顶 柱 3 底 柱 顶 柱 2 底 柱 顶 柱 1 底 m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n m n ⅴ 27.2 131.6 27.4 164.0 -43.0 308.8 -17.7 341.2 -70.0 460.6 -48.5 493.0 -96.2 598.5 -67.8 630.9 -103.6 717.2 -100.9 749.6 -114.8 831.4 -506.9 912.7 ⅵ 131.2 168.9 83.4 201.3 132.5 430.1 114.7 462.5 167.0 716.4 145.4 748.8 193.1 .8 .9 .5 .9 .5 1739.0|m|max，n m 147.1 n 199.0 mnmax，m n mnmin，m n109.1 94.5 237.9 78.1 141.5 504.0 64.6 124.4 542.9 69.3 176.7 834.1 176.7 155.1 873.0 155.1 202.8 .8 179.0 .0 201.8 .8 204.9 .9 228.3 .3 563.7 .7205.527.2131.6249.327.4164.0512.1-43.0308.8555.8-17.7341.2834.1-70.0460.6873.0-48.5493.01178.1-96.2598.51216.9-67.8630.91541.1-103.6717.21580.0-100.9749.61909.4-114.8831.42004.1-506.9912.7- 66 -六层框架结构办公楼设计表中 m 的单位是 kn·m 其中ⅰ代表 1.2①+1.4②n 的单位是 knⅱ代表 1.35①+1.4×0.7×② ⅲ代表 1.2(①+0.5②)+1.3③ ⅳ代表 1.2(①+0.5②)-1.3③ ⅴ代表(①+0.5②)+1.3③ ⅵ代表(①+0.5②)-1.3③b 柱的内力组合 表 8.3层 位 内 次 置 力柱 顶 柱 6 底 柱 顶 柱 5 底 柱 顶 柱 4 底 柱 顶 柱 3 2 底 柱 m n m n m n m n m n m n m n m n m 恒载① -21.0 167.0 -44.9 199.4 -35.4 387.8 -38.3 420.2 -38.3 608.7 -38.3 641.1 -38.3 829.6 -39.6 862.0 -35.5竖向荷载与地震作用 荷载类别 活载② -6.1 11.7 -9.5 11.7 -12.1 59.4 -11.3 59.4 -11.3 107.1 -11.3 107.1 -11.3 154.8 -11.7 154.8 -10.5 地震③ -91.3 -16.1 -54.0 -16.1 -153.4 -30.4 -125.5 -30.4 -206.8 -77.1 -138.4 -77.1 -238.1 -175.5 -238.1 -175.5 -268.4 竖向荷载组合 ⅰ -33.7 216.8 -67.1 255.7 -59.4 548.5 -61.7 587.4 -61.7 880.4 -61.7 919.3 -61.7 .8 .2 ⅱ -34.3 237.0 -69.8 280.7 -59.6 581.7 -62.7 625.5 -62.7 926.7 -62.7 970.4 -62.7 .9 .1 ⅲ -147.4 186.6 -129.6 225.5 -249.1 461.4 -215.9 500.3 -321.6 694.5 -232.6 733.4 -362.2 860.3 -364.0 899.1 -397.7 组合 ⅳ 89.8 228.3 10.6 267.2 149.7 540.5 110.4 579.4 216.1 894.9 127.2 933.8 256.8 .0 .0- 67 -六层框架结构办公楼设计顶 柱 底 柱 顶 柱 1 底n m n m n m n.6 .0 .0 1351.4202.5 -9.9 202.5 -13.0 249.8 -6.5 249.8-336.3 -268.4 -336.3 -218.0 -574.2 -408.4 -574.2.2 .0 .5 1971.4.1 .1 .1 2069.2945.0 -395.2 983.9 -344.0 929.1 -561.3 1025.1.6 .8 .6 2518.0续表 8.3层 位 内 次 置 力柱 顶 柱 6 底 柱 顶 柱 5 底 柱 顶 柱 4 底 柱 顶 柱 3 2 底 柱 m n m n m n m n m n m n m n m n m ⅴ -142.6 152.0 -119.7 184.4 -240.8 377.9 -207.1 410.3 -312.8 562.0 -223.8 594.4 -353.4 678.9 -354.9 711.3 -389.6 ⅵ 94.6 193.8 20.5 226.2 158.0 457.0 119.2 489.4 224.9 762.5 136.0 794.9 265.6 .1 .2|m|max，n m -147.4 n 186.6 mnmax，m n mnmin，m n-34.3 -129.6 225.5 -69.8 -249.1 461.4 -59.6 -215.9 500.3 -62.7 -321.6 694.5 -62.7 -232.6 733.4 -62.7 -362.2 860.3 256.8 -364.0 899.1 255.0 -397.7 945.0237.0-142.6152.0280.7-119.7184.4581.7-240.8377.9625.5-207.1410.3926.7-312.8562.0970.4-223.8594.41316.6-353.4678.91355.4-354.9711.3- 68 -六层框架结构办公楼设计顶 柱 底 柱 顶 柱 1 底n m n m n m n714.6 -387.5 747.0 -333.9 649.8 -556.2 729.8.3 .9 .7 2222.7 n 的单位是 kn -561.3 4.0 929.1 -395.2 983.9300.01819.4-389.6714.6302.61858.2-387.5747.0222.82422.0-333.9649.8500.62518.0-556.2729.8表中 m 的单位是 kn·m 其中ⅰ代表 1.2①+1.4②ⅱ代表 1.35①+1.4×0.7×② ⅲ代表 1.2(①+0.5②)+1.3③ ⅳ代表 1.2(①+0.5②)-1.3③ ⅴ代表(①+0.5②)+1.3③ ⅵ代表(①+0.5②)-1.3③8.3 框架内力组合调整8.3.1 对框架梁的调整 对其梁端剪力组合设计值应按下调整 v=εvb（mb l+mbr）/ln+vgb式中 v 为梁端剪力设计值 ln 为梁净跨 vgb 为梁重力荷载代表值 mbl、mbr 为梁左右端截面弯矩设计值 εvb 为梁端增大系数，一级1.3，二级 1.2，三级 1.1表 8.4梁剪力设计值层 梁 6 ab bc 5 ab bcmbl（kn·m） mbr（kn·m） ln（m） vgb （kn） vb（kn） v（kn） 6 20.95 44.80 73.08 124.28 53.15 222.05 89.89- 69 -6.0 6.0 6.0 6.097.19 13.99 85.67 10.46123.24 28.81 139.04 43.06129.90 52.54 149.03 101.13六层框架结构办公楼设计4ab bc108.88 121.35 161.58 138.56 182.28 188.90 223.06 162.25309.97 139.52 340.27 156.74 434.58 207.88 400.31 176.256.0 6.0 6.0 6.0 6.0 6.0 5.8 5.885.67 10.46 85.67 10.46 85.67 10.46 85.67 10.46169.44 62.64 186.04 68.52 209.04 89.82 214.64 80.50174.12 155.44 187.96 174.58 209.04 230.91 214.64 220.933ab bc2ab bc1ab bc8.3.2 框架柱端剪力设计值调整 “强剪弱弯”按下式调整 v=εvc（mc t+mcb）/hn式中 hn 为柱净高 mct、mcb 为柱上下端截面弯矩设计值 εvb 为柱端增大系数，一级1.4，二级 1.2，三级 1.1表 8.5框架柱剪力设计值、剪跨比与轴压比层 数 柱 a 6 b a 5 b a 4 b a 3 b a 2 b a 1 bmc t （kn·m） 147.09 147.44 141.48 249.10 176.69 321.56 202.80 362.21 201.80 397.75 228.26 343.98mc b （kn·m） 94.51 129.64 124.39 215.85 155.14 232.62 178.95 364.00 204.94 395.18 563.66 561.25- 70 -hn （m） v（kn） mc/vcbho 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 2.9 4.3 4.3 99.97 114.66 110.02 192.39 137.31 229.32 157.96 300.50 168.30 328.11 221.00 252.62 2.675 2.338 2.338 2.354 2.340 2.550 2.334 2.202 2.214 2.204 3.447 3.002 n/fcbho 0.053 0.059 0.118 0.133 0.185 0.206 0.258 0.287 0.335 0.394 0.237 0.297六层框架结构办公楼设计轴压比＜0.8 ∴合格 8.3.3 柱端弯矩设计值的调整 ⑴ 一、二、三级框架的梁柱节点处除框架顶层的轴压比小于 0.15 者及框架 支柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下列公式要求: ∑mc=ε c∑mb ∑mc 为节点上下柱端弯矩设计值之和 ∑mb 为节点左右梁端弯矩设计值之和 ε c 为柱弯矩增大系数，一级 1.4，二级 1.2，三级 1.1 ⑵ 为避免过早出现塑性铰，一、二、三级框架结构的底层柱下端截面和弯 矩设计值应分别乘以增大系数 1.5、1.25 和 1.15 经验证，表中数值均满足以上条件，只需将底层弯矩扩大 1.25 倍8.4 梁内力设计值汇总梁内力设计值汇总 表 8.6楼层截面 左ab 中 160.30 —— —— 124.23 —— —— 141.81 —— —— 130.61 —— —— 170.18- 71 -bc 右 16.65 -124.28 边 20.95 -53.15 52.54 87.84 -222.05 73.08 -89.89 101.13 179.91 -309.97 155.44 210.21 -340.27 —— 306.96 121.35 -139.52 —— 138.56 -156.74 174.58 188.90 中 11.42 —— —— 29.48 —— —— 28.61 —— —— 28.61 —— —— 28.236m+ （kn· m）m（ kn· m）6.00 -94.88 129.90 44.80v（kn） 5 m+ （kn· m）m（ kn· m） -173.25v（kn） 4 m+ （kn· m）-149.03 108.88m（ kn· m） -231.38v（kn） 3 m+ （kn· m）174.12 161.58m（ kn· m） -284.08v（kn） 2 m+ （kn· m）187.96 182.28六层框架结构办公楼设计m（ kn· m） -301.52—— —— 136.82 —— ——-434.58 —— 284.81 -400.31 ——-207.88 230.91 162.25 -176.25 200.93—— —— 30.04 —— ——v（kn） 1 m+ （kn· m）209.04 223.06m（ kn· m） -331.89v（kn）214.64- 72 -六层框架结构办公楼设计9 截面设计9.1 梁的截面设计9.1.1 正截面受弯承载力运算 ⑴ 已知条件：混泥土强度等级取 c30,fc=14.3n/mm2,ft=1.43n/ mm2,纵向受 力钢筋选用 hrb335（fy=fy’=300n/ mm2）箍筋选用 hpb235（fy=fy’=210n/ mm2） 梁的截面尺寸为 300mm×700mm,200mm×500mm..则 ho1=700－45=655mm,ho2=500－ 45=455mm ⑵ 构造要求 ① 承载力抗震调整系数γre=0.75② 二级抗震设防要求，框架的混泥土受压区高度 x=0.35ho 则 x1=229.25mm, x2=159.25mm③ 梁纵筋最小配筋率： 支座： 0.3%×300×700=630 mm2&0.65×1.43/300×300×700=650.65 mm2 0.3%×200×500=300 mm2&0.65×1.43/300×200×500=309.83 mm2 跨中：0.25%×300×700=525 mm2&0.55×1.43/300×300×700=550.55 mm2 0.25%×200×500=250 mm2&0.55×1.43/300×200×500=262.17 mm2 as1min=550.55 mm2 ④ 最小配筋率：ρ ⑶ 配筋计算： 因为结构荷载对称，故整个框架采用左右对称配筋，当梁下部受拉时， 按 t 形截面控制，当梁上不受拉时，按矩形截面设计，以第六层 ab 跨为例，给 出计算方法和过程，其他各层梁配筋见表 9-1 ① 跨中受拉，按 t 截面设计，取 bf=lo/3=0mm. γ 设计值为 160.30 kn·m ∵α 1fcbf’hf’（ho-hf’/2）=1.0×14.3××（655-50） =1903.33 kn ＞ 120.23 kn ∴属于第一类 t 型截面re svminas2min=262.17 mm2=0.24×ft/fyv =0.24×1.43/210=0.16%=0.75.弯矩- 73 -六层框架结构办公楼设计α s=160.30×106/1.0×14.3×=0.012 ξ =0.012 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0.012=0.994 as=m/γ sfyho=160.30×106/0.994×300×655=820.7 mm2 ＞as1min=550.55 mm2 选 4φ 20，as =1256 mm2 ∴合格 ② 支座（以左支座为例） 弯矩设计值为 94.88×0.75=71.16 kn·m α s=[71.16×106-300×763×（655-45）]/1.0×14.3×300×6552＜0 ∴按单筋计算 α s=71.16×106/1.0×14.3×300×7 ξ =0.039 ＜ξ b=0.550 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0.039=0.98 as=m/γ sfyho=71.16×106/0.98×300×655=369.53 mm2 取 as1min=550.55 mm2 b 支座负弯矩 m=-124.90 kn 设计值为 -0.75×124.90=-93.675 kn·m α s=93.675×106/1.0×14.3×300× ξ =0.052 ＜ξ b=0.550 γ s=1-0.5ξ =1-0.5×0.052=0.974 as=m/γ sfyho=93.675×106/0.974×300×655=489 mm2 取 as1min=550.55 mm2 选 4φ 25，as =1964 （mm ）梁正截面配筋 表 9.12层数计算公式 b(mm) ho (mm)支座 a 300 655 94.88ab 跨中 300 655 160.3支座 b 300 655 124.28bc 跨中 200 455 20.956m(kn·m)- 74 -六层框架结构办公楼设计修正 α s=m/α 1fcbho2 α s=m/α 1fcbfho2 ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ as=m/γ sfyho（mm2） asmin（mm2） 选用面积（mm2） 实配钢筋 实配面积（mm2） b(mm) ho (mm) m(kn·m) 修正 α s=m/α 1fcbho2 α s=m/α 1fcbfho271.160 0.039160.30093.210 0.05115.7130.012 0.039 0.980 369.42 650.65 650.65 4φ 25 173.25 129.938 0.071 0.007 0.073 0.963 686.41 650.65 686.41 4φ 25 231.38 173.535 0.094 0.010- 75 -0.007 0.052 0.974 487.01 309.83 487.01 4φ 25 222.05 166.538 0.090 0.023 0.095 0.953 889.78 309.83 889.78 4φ 25 309.97 232.478 0.126 0.038 0.023 0.988 406.30 262.17 406.30 3φ 22 121.35 91.013 0.007 0.997 115.49 262.17 262.17 3φ 22 73.08 54.8100.012 0.994 820.68 550.55 820.68 4φ 20 124.23 93.173ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ as=m/γ sfyho（mm2） asmin（mm2） 选用面积（mm2） 实配钢筋 5 实配面积（mm2） b(mm) ho (mm) m(kn·m) 修正 α s=m/α 1fcbho2 4 α s=m/α 1fcbfho20.007 0.997 475.81 550.55 550.55 4φ 20 179.91 134.933六层框架结构办公楼设计ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ as=m/γ sfyho（mm2） asmin（mm2） 选用面积（mm2） 实配钢筋 实配面积（mm2） b(mm) ho (mm) m(kn·m) 修正 α s=m/α 1fcbho2 α s=m/α 1fcbfho2 ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ as=m/γ sfyho（mm ） asmin（mm2) 选用面积（mm2） 实配钢筋 3 实配面积（mm2） b(mm) ho (mm) m(kn·m) 修正 α s=m/α 1fcbho2 α s=m/α 1fcbfho2 ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ 2 as=m/γ sfyho（mm2）20.099 0.950 929.22 650.65 929.22 4φ 25 284.08 213.060 0.1160.010 0.995 690.15 550.55 690.15 4φ 20 210.21 157.6580.135 0.932 .83 φ 25 340.27 255.203 0.1390.039 0.980 680.09 262.17 680.09 3φ 22 138.56 103.9200.012 0.123 0.938 .65 φ 25 301.52 226.140 0.123 0.017 0.132 0.934 1231.84- 76 -0.044 0.150 0.925 .83 φ 25 434.58 325.935 0.177 0.060 0.196 0.902 .062 0.969 .045 0.978 778.80 262.17 778.80 3φ 22 188.9 141.6750.012 0.994 807.07 550.55 807.07 4φ 20 306.96 230.2200.017 0.991 1181.77六层框架结构办公楼设计asmin（mm2） 选用面积（mm2） 实配钢筋 实配面积（mm2） b(mm) ho (mm) m(kn·m) 修正 α s=m/α 1fcbho2 α s=m/α 1fcbfho2 ξ =1-（1-2α s）0.5 γ s=1-0.5ξ as=m/γ sfyho（mm2） asmin（mm2） 选用面积（mm2） 实配钢筋 1 实配面积（mm2）650.65 φ 25 331.89 248.918 0.135550.55 φ 20 284.81 213.608309.83 φ 25 400.31 300.233 0.163262.17 φ 22 162.25 121.6880.016 0.146 0.927 .65 φ 25 0.992 .55 φ 20 0.910 .83 φ 25 19640.051 0.053 0.974 915.64 262.17 915.64 3φ 22 11409.1.2 斜截面受剪承载力计算 承载力抗震调整系数γ 见表 9.2 ab 跨：γre re=0.85，以第六层为例，给出计算方法，其他梁配筋v=0.85×129.90=110.42 kn ＜0.2fcβ cbho=0.2×14.3×300×655=561.99 kn∴截面满足要求 梁端箍筋加密区取双肢φ 8@100，采用 hpb235（fyv=210 n/mm2） 则 0.42ftbho+1.25asvfyvh}