教学楼结构计算书

1 设计资料

（1）工程名称：某中学教学楼。

（2） 结构形式：现浇钢筋混凝土框架结构，柱网尺寸为7.2m×6m。

（3） 工程概况：建筑层数5层，层高3.6m，室内外高差450mm，女儿墙高600mm，建筑高度18.45m，建筑面积3342.8m2。

（4） 基本风压：0.45 kN/ m2，地面粗糙度为C类。 （5） 基本雪压：0.40 kN/ m2。 （6） 抗震设防烈度：七度设防。 （7） 材料选用：

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=5.5 kN/m3 ； 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）250×600KZ-1500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-1500×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500KZ-3500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-4500×500L-1250×500KZ-3500×500250×400250×400250×400250×400250×400250×400KL-1（6）250×600KL-1（6）250×600KZ-4500×500KL-2（3）250×500KL-2（3）250×500KL-2（3）250×500KL-2（3）250×500KL-2（3）250×500KL-2（3）250×500KZ-1500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KL-1（6）250×600KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-2500×500KZ-1500×500KL-2（3）250×500KZ-3500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-4500×500KZ-3500×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500L-1250×500250×400

图1 结构平面布置图

2 梁、柱截面尺寸估算

1

2.1 梁截面尺寸估算

1111框架梁截面高度h(~)l，截面宽度b(~)h，本结构中取：

161232纵向框架梁： b=250mm h=600mm 横向AB、CD跨框架梁： b=250mm h=500mm 横向BC跨框架梁： b=250mm h=400mm 次梁： b=250mm h=500mm

2.2 柱截面尺寸估算

11框架柱的截面尺寸bc~Hi，hc12bc，Hi为第i层层高。本结构中层高

1218为3.6m，故bc=（200~300）mm。

框架柱截面尺寸还应根据公式AcNNfc估算。式中：N1.11.2Nv，Nv负荷

面积×（12~14） kN/ m2×层数，N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18.45m<30m，因此为三级抗震，其轴压比限值N=0.9。

C30混凝土 ，fc=16.7 N/mm2

1.27.23145103140980mm2 边柱Ac0.914.31.27.24.35145103204420mm2 中柱Ac0.914.3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500 mm 500 mm。

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

2

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EI13bh，ic。

l12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 bh EC 2(N/mm) (mm×mm) 250×500 250×400 3.0×104 I0 (mm4) 2.6042×109 1.3333×109 表2 柱线刚度ic的计算

层 1 2~5

EC (N/mm2) 3.0×104 3.0×104 bh (mm×mm) 500×500 550×500 I0 (mm4) 5.2083×109 5.2083×109 0.6L (mm) 6000 2700 1.5ECI0/L (N×mm) 1.9532×1010 2.2222×1010 2ECI0/L (N×mm) 2.6042×1010 2.9630×1010 边框架梁AB 3.0×104 中框架梁BC h (mm) 4550 3600 0.68ECI0/h (N×mm) 3.4341×1010 4.3403×1010 0.6令i25层柱1.0，则其余各杆件的相对线刚度

1.01.00.60.681.00.61.0为：

、CD梁iAB梁iBC2.604210100.60， 104.3403101.01.00.60.681.00.61.02.963010100.68， 4.340310103.4341100.79 104.340310101.00.61.00.681.00.61.01.01.00.60.681.00.61.0层柱i1框架结构的相对线刚度如图2所示。

0.790.790.790.794 荷载计算

4.1 恒荷载标准值计算 图2 计算简图

4.1.1 屋面

高聚物改性沥青卷材防水屋面 2.20 kN/m2

3

结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.12×25 =3 kN/m2 抹灰层：粉刷石膏砂浆 0.15 kN/m2 合计 5.35 kN/m2

4.1.2 各层楼面

陶瓷地砖楼面 0.70 kN/m2 结构层：100厚现浇钢筋混凝土板 0.12×25 =3 kN/m2 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 3.85 kN/m2

25×0.25×（0.6-0.12）=3 kN/m 0.15×﹝（0.6-0.12）×2+0.25﹞=0.18 kN/m 3.18 kN/m 25×0.25×（0.5-0.12）=2.38 kN/m 0.15×﹝（0.5-0.12）×2+0.25﹞=0.15 kN/m 2.53 kN/m 25×0.25×（0.4-0.12）=1.75 kN/m 0.15×﹝（0.4-0.12）×2+0.25﹞=0.12 kN/m 1.87 kN/m 25×0.25×0.4=2.5 kN/m

25×0.5×0.5=6.25 kN/m 0.15×0.5×4=0.3 kN/m 6.55 kN/m

4

纵墙在计算单元内相当于高度为金窗在计算单元内相当于高度为

7.20.53.60.62.12.121.68m的墙，

铝合

7.20.52.12.121.32m的窗。

7.20.5纵墙 1.68× 0.25×5.5=2.31 kN/m 铝合金窗 1.32×0.35=0.46 kN/m 水刷石外墙面 1.68×0.5=0.84 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 1.68×0.15=0.25 kN/m 合计 3.86 kN/m （2）底层

纵墙在计算单元内相当于高度为

7.20.54.550.60.42.122.12.23m的

7.20.5墙，铝合金窗在计算单元内相当于高度为1.32m的窗。

纵墙 2.23×0.25×5.5=3.07 kN/m 铝合金窗 1.32×0.35=0.84 kN/m 水刷石外墙面 2.23×0.5=1.12 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 1.68×0.15=0.25 kN/m 合计 4.90 kN/m

4.1.6 内纵墙自重

（1）标准层

纵墙 （3.6-0.6）×0.25×5.5 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.6）×0.15×2=0.90 kN/m 合计 5.03 kN/m （2）底层

纵墙 （4.55-0.6-0.4）×0.25×5.5=4.88 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.6）×0.15×2=0.90 kN/m 合计 5.78 kN/m

4.1.7 外横墙自重

（1）标准层

横墙 （3.6-0.5）×0.25×5.5=4.26 kN/m 水刷石外墙面 （3.6-0.5）×0.5=1.55 kN/m

5

粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.5）×0.15=0.47 kN/m 合计 6.28 kN/m （1）标准层

横墙 （4.55-0.5-0.4）×0.25×5.5=5.02 kN/m 水刷石外墙面 （3.6+0.45-0.5）×0.5=1.78 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.5）×0.15=0.47 kN/m 合计 7.27 kN/m

4.1.8 内横墙自重

（1）标准层

横墙 （3.6-0.5）×0.25×5.5=4.26 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.5）×0.15×2=0.93 kN/m 合计 5.19 kN/m （2）底层

横墙 （4.55-0.5-0.4）×0.25×5.5=5.02 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 （3.6-0.5）×0.15×2=0.93 kN/m 合计 5.95 kN/m

4.1.9 走廊尽头墙

（2）底层

纵墙在计算单元内相当于高度为窗在计算单元内相当于高度为

2.70.53.60.51.82.11.38m的墙，铝合金

2.70.51.82.11.72m的窗。

2.70.5走廊尽头墙 1.38×0.25×5.5=1.90 kN/m 铝合金窗 1.72×0.35=0.60 kN/m 水刷石外墙面 1.38×0.5=0.69 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 1.38×0.15=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

2.70.54.550.50.41.82.11.932.70.5m的墙，

铝合金在计算单元内相当于高度为1.72m的窗。

6

走廊尽头墙 1.93×0.25×5.5=4.13 kN/m 铝合金窗 1.72×0.35 =0.60 kN/m 水刷石外墙面 1.93×0.5=0.97 kN/m 粉刷石膏砂浆内墙面 1.38×0.15=0.21 kN/m 合计 4.43 kN/m

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 0.5×0.25×5.5=0.69 kN/m 压顶的混凝土 0.1×0.25×25=0.63 kN/m 水刷石外墙面 （0.6×2+0.25）×0.5=0.73 kN/m 合计 2.05 kN/m

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

Sk=1.0×0.40 kN/ m2

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

l0y/l0x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

按单向板进行计算，荷l0y/l0x7200/27002.672，

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。 图3 板传荷载示意图

5板传至梁上的三角形荷载等效为均布荷载q1q；梯形荷载等效为均布荷载

87

q11223q，a1.80.3，1223120.320.330.847，q10.847q。 l64.3.1 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：5.35×1.8×0.847×2=16.31 kN/m 活荷载：0.5×1.8×0.847×2=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）： 恒荷载： 3.85×1.8×0.847×2=11.74 kN/m 活荷载： 2.0×1.8×0.847×2=6.10 kN/m A~B轴间框架梁均布荷载为：

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

5恒荷载：5.35×1.8×=6.02 kN/m

85活荷载：0.5×1.8×=0.56 kN/m

8楼面板三角形荷载等效为均布荷载：

5恒荷载：3.85×1.8×=4.33 kN/m

85活荷载：2.0×1.8×=2.25kN/m

8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 =2.05×7.2+3.18×（7.2-0.5）+6.02×（7.2-0.5）+

8

16.3162.5362+2 44 =132.92 kN

顶层柱活荷载=板传活荷载

=3.18×（7.2-0.5）+

=8.31kN

标准层柱恒荷载=外纵墙自重+外纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载 =3.86×（7.2-0.5）+3.18×（7.2-0.5）+4.33×（7.2-0.5）

+

11.7462.5362+2 441.5262 4 =118.99kN

标准层柱活荷载=板传活荷载

=2.25×（7.2-0.5）+

=33.38 kN

基础顶面恒荷载=底面外纵墙自重+基础梁自重 =4.90×（7.2-0.5）+2.5×（7.2-0.5） =49.58 kN

6.1062 44.3.4 B轴柱纵向集中荷载的计算

走廊屋面板均布荷载： 恒荷载：5.35×1.35=7.22 kN/m 活荷载：0.5×1.35=0.68 kN/m 走廊楼面板均布荷载： 恒荷载：3.85×1.35=5.20 kN/m 活荷载：2.0×1.35=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 =3.18×（7.2-0.5）+6.02×（7.2-0.5）+

+

2.5362 416.3162+7.22×（7.2-0.5） 4=166.53kN

顶层柱活荷载=板传活荷载

=0.56×（7.2-0.5）+

1.5262+0.68×（7.2-0.5） 49

=12.87 kN

标准层柱恒荷载=内纵墙自重+内纵框架梁自重+板传恒荷载+次梁传恒荷载 =5.03×（7.2-0.5）+3.18×（7.2-0.5）+4.33×（7.2-0.5）+

+5.20×（7.2-0.5）+

11.7462 42.5362 4 =161.67 kN 标准层柱活荷载=板传活荷载

=2.25×（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 =5.78×（7.2-0.5）+2.5×（7.2-0.5） =55.48 kN

132.92(8.31)18.84(1.52)G=23.58118.99(33.38)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)19.46(6.10)G=23.58161.67(56.03)1.87(0)G=23.58161.67(56.03)1.87(0)G=23.58161.67(56.03)19.46(6.10)G=23.58161.67(56.03)1.87(0)G=23.58161.67(56.03)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)G=23.58161.67(56.03)1.87(0)G=23.58161.67(56.03)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)166.53(12.87)1.87(0)G=23.58161.67(56.03)19.46(6.10)G=23.58118.99(33.38)166.53(12.87)18.84(1.52)G=23.58118.99(33.38)132.92(8.31)6.1062+3.38×（7.2-0.5） 4G=29.8049.58G=29.8055.48G=29.8055.48G=29.8049.58

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；3.括号外数值表示恒荷载，括号内数值表示活荷载。

10

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：kzsz0(hihj)B/2 式中：0—基本风压，为0.45 kN/m2

z—风压高度变化系数，地面粗糙度为C类

s—风荷载体形系数, s=0.8-(-0.5)=1.3（迎风面、背风面叠加） z—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) 18.45 14.85 11.25 7.65 4.05

z 0.809 0.74 0.74 0.74 0.74 z 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 s 1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 hi(m) 3.6 3.6 3.6 3.6 4.05 hj(m) 1.2 3.6 3.6 3.6 3.6 k(kN) 8.18 11.22 11.22 11.22 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239.44kN G屋面板5.3543.20.514.70.53553.68kN

3.187.20.5242.5360.5142.536121.872.70.57 G梁=917.11kN

11

8.1811.2211.2211.2211.92 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

6.551.80.1228308.11kN G柱外纵墙+内纵墙+外横墙+内横墙+走廊尽头墙 G墙1113.867.20.5125.037.20.5116.2860.54= 222115.1960.5133.402.70.52 22=602.63kN

G柱G墙=239.44+3553.68+917.11+308.11+602.63 G顶层G女儿墙G屋面板G梁=5620.97 kN

4.5.1.2 标准层楼面处重力荷载标准值计算

602.6321205.26kN G墙G楼面板3.8543.20.514.70.52557.32kN

=917.11 kN G梁6.553.60.1228638.23kN G柱+G楼面+G柱+G梁=1205.26+2557.32+917.11+638.23 G标准层=G墙=5317.92 kN

4.5.1.3 底层楼面处重力荷载标准值计算

12

111G底层墙4.907.20.5125.787.20.5117.2760.54 222115.9560.5154.432.70.52+ 22=747.88 kN

602.63747.881350.51kN G墙=2557.32 kN G楼面板=917.11 kN G梁=638.231.136=725.34 kN G柱

+G楼面板+G柱=1350.51+2557.32+917.11+725.34 +G梁G底层=G墙=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265.70kN

4.5.1.5 楼面活荷载标准值计算

Q楼面q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

13

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。

表4 横向2~5层中框架D值计算

构件名称 框架柱A 框架柱B 2ic20.600.60 21.020.600.681.28 21.0 iib ic 2i0.23 0.39 Dcic9243 12 2hc15673 表5 横向底层中框架D值计算

构件名称 框架柱A 框架柱B iiicb 0.5ic 2i0.46 0.58 Dcic9156 12 2hc0.600.76 0.790.600.681.62 0.79 11545 表6 横向2~5层边框架D值计算

构件名称 框架柱A 框架柱B 2ic21.95320.45 24.340321.95322.22220.96 24.3403 iib ci 2iDcic7234 12 2hc0.18 0.58 11545 表7 横向底层边框架D值计算

构件名称 iiicb c0.5i 2iDcic12 hc214

框架柱A 框架柱B 1.95320.57 3.43411.95322.22221.22 3.4341 0.42 0.53 8360 10550 表8 横向2~5层总D值计算

构件名称 中框架A轴 中框架B轴 边框架A轴 边框架B轴 D值（kN/m） 9243 15673 7234 12860 数量 5 5 2 2 D(kN/m) 46215 78365 14468 25720 D=1647682=329536 表9 横向底层总D值计算

构件名称 中框架A轴 中框架B轴 中框架A轴 边框架B轴 D值（kN/m） 9156 11545 8360 10550 数量 5 5 2 2 D(kN/m) 45780 57725 33440 42200 D=1413252=282650 4.5.2.2 结构基本自振周期计算

用假想顶点位移T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T计算结果

层次 5 4 3 2 1 Gi (kN) 5753.82 6011.66 6011.66 6011.66 6244.02 G (kN) D (kN/m) iuiG (m) Diui (m) 0.2856 0.2681 0.2324 0.1785 0.1063 5753.82 11765.48 17777.14 23788.80 30032.82 329536 329536 329536 329536 282650 0.0175 0.0357 0.0539 0.0722 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0.55s

15

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Ⅱ类，设计地震分组为第一组，故：max0.12 Tg0.3s5

FEX=796.87Geq0.85GE0.8530032.8225527.90kN

Tg由于TgT15Tg，故12max

T1FEX=477.65式中：—衰减指数，在TgT15Tg区间取0.9 2—阻尼调整系数，取1.0

FEX=365.63FEX=253.600.35所以，10.120.07989

0.55T1=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0.08T10.070.114

如图6所示，对于多质点体系，结构底部总纵向水平地震 图6 楼层水平地震作用 作用标准值：FEK1Geq0.0798925527.902039.42kN 标准值（单位：kN）

附加顶部集中力：FnnFEK0.1142039.42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GiHi5FEX=145.670.9GHii1FEK1n

i表11 Fi，Vi和i的计算

层 5 4 3 2 1 Gi (kN) 5753.82 6011.66 6011.66 6011.66 6185.03 Hi (m) 18.95 15.35 11.75 8.15 4.55 GiHi (kN·m) 109034.89 92278.98 70637.01 48995.03 28141.89 GiHi (kN·m) 349087.80 349087.80 349087.80 349087.80 349087.80 Fi (kN) 564.38 477.65 365.60 253.60 145.67 Vi (kN) 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 D (kN/m) 329536 329536 329536 329536 329536 uiVi D(m) 0.00242 0.00387 0.00498 0.00575 0.00721 楼层最大位移与楼层层高之比：

ui0.0072111，满足位移要求。 h4.5563155016

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

DihiGjin20和

jVEKiGjin进行结构刚重比和剪

j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 5 4 3 2 1 注：

hi (m) 3.6 3.6 3.6 3.6 4.55 nDi (kN/m) 329536 329536 329536 329536 282650 Dihi (kN) 1186329.6 1186329.6 1186329.6 1186329.6 1296057.5 VEKi (kN) 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 Gj(kN) jinDihiGjin jVEKiGjin j5753.82/7117.14 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 Gjij一栏中，分子为第j层的重力荷载代表值，分母为第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

DihiGjin均大于20，不必考虑重力二阶效应，各层的剪重

j比

VEKiGjin均大于0.016，满足剪重比要求。

j5 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。

17

55.0555.0535.2614.8314.8335.2638.4313.1338.4341.2541.2539.6339.6360.1552.5652.5660.1519.242.030.322.0319.2426.0422.497.847.8422.4926.0431.2131.2158.6950.4250.4258.6922.284.552.844.5522.2821.5511.5414.1314.1311.5421.5533.0133.0157.9352.2752.2757.9321.763.972.273.9721.7621.3013.2814.8114.8113.2821.3032.4732.4754.3552.9952.9954.3515.245.543.835.5415.2424.2417.1010.1510.1517.1024.2433.9033.907.925.055.057.92图7 恒荷载作用下的M图（单位：kN·m） 18

59.8253.222.522.5259.6417.9153.2217.7017.7057.1217.9159.822.522.5211.3359.7657.125.3857.005.3811.3359.642.522.5212.1059.3257.007.6157.447.6112.1059.762.522.5258.6112.788.8657.4458.158.8612.7859.322.522.5258.1558.615.093.343.345.09 图8 荷载作用下的V图（单位：kN）

192.74222.28222.28192.74216.32245.86245.86216.32394.95467.17467.17394.95418.53490.75490.75418.53597.28711.94711.94597.28620.86735.52735.52620.86799.18957.15957.15799.18822.76980.73980.73822.761000.351203.081203.081000.351030.151232.881232.881030.15 图9 恒荷载作用下的N图（单位：kN）

19

6.046.046.042.342.346.042.752.043.20.8432.7518.5814.2154.2518.5810.211.7710.218.365.175.373.353.158.3611.0411.0418.7414.7144.7418.749.141.469.149.606.867.461.461.879.6010.7110.7118.3315.2145.2418.339.341.459.348.996.470.379.369.408.9910.6610.6616.8615.4195.4916.866.492.1456.4910.378.440.94.985.4010.3711.2711.273.372.472.473.37

图10 活荷载作用下的M图（单位：kN·m）

5.183.943.945.1819.024.002.1017.582.104.0018.975.503.9417.5817.633.945.5019.0218.825.043.5617.6317.783.565.0418.9718.535.474.3917.7818.074.395.4718.822.171.6318.071.632.1718.53图11 活荷载作用下的V图（单位：kN）

13.4916.8116.8113.4965.8990.4290.4265.89118.23164.09164.09118.23170.43237.90237.90170.43222.34312.00312.00222.3

图12 活荷载作用下的N图（单位：kN）

20

4

4.344.205.881.694.344.341.695.884.204.349.121.138.5612.516.789.693.396.783.3912.519.699.121.138.5615.3213.1616.5412.1219.0519.0512.124.429.449.444.4216.5413.1615.3221.6220.1323.3015.1825.9225.9215.188.1315.8315.838.1323.3020.1321.6227.0625.3130.3519.9528.5528.5519.9510.4023.8323.8310.4030.3525.3127.0634.7739.0339.0334.77图13 风荷载作用下的M图（单位：kN·m）

1.421.251.421.522.582.581.523.145.023.143.606.106.103.605.319.755.315.639.699.695.637.497.4914.917.1113.8213.827.119.579.5718.7512.0314.8514.8512.03 图14 风荷载作用下的V图（单位：kN）

21

1.420.170.171.424.561.711.714.569.876.156.159.8717.3613.5713.5717.3626.9322.7522.7526.93

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。

表13 各轴框架柱反弯点位置

构件 层 5 框 架 柱 A 4 3 2 1 5 框 架 柱 B 4 3 2 1 h (m) 3.60 3.60 3.60 3.60 4.55 3.60 3.60 3.60 3.60 4.55 i 0.60 0.60 0.60 0.60 0.76 1.28 1.28 1.28 1.28 1.62 y0 0.300 0.350 0.450 0.500 0.670 0.364 0.414 0.464 0.500 0.588 y1 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 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 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 其中y=y0+y1+y2+y3，y0、y1、y2、y3均由查表得出。 框架各柱剪力由公式VimDimVi求得，具体计算过程见表14。 D根据反弯点高度，由公式Mc上Vim1yh，Mc下Vimyh可求得柱端弯矩，计算结果

22

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 Vi (kN) 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 796.87 1274.52 1640.15 1893.75 2039.42 D 329536 329536 329536 329536 282650 329536 329536 329536 329536 282650 Dim 9243 9243 9243 9243 9156 15673 15673 15673 15673 11545 Dim/D 0.028 0.028 0.028 0.028 0.032 0.048 0.048 0.048 0.048 0.041 Vim (kN) yh (m) (1-y)h (m) Mc上 (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 15.83 1.080 2.520 29.23 1.260 2.340 39.48 1.620 1.980 46.60 1.620 1.980 57.82 3.038 1.512 26.84 1.310 2.290 49.56 1.490 2.110 66.95 1.670 1.930 79.01 1.759 1.841 73.81 2.672 1.878 与中柱交接的梁 M左bj左右ibib上下右上左右McjMc,j1，Mbj左右McjMc下,j1 ibibibib上下与边柱交接的梁 MbjMcjMc,j1

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

左层 ib 右 ib左右ibib 左右 左右ibibibibMc上kNmkNm61.46 35.16 Mc下 上McjMc下,j1kNgm61.46 右MbABkNmkNm28.81 65.50 95.18 120.60 130.13 32.65 74.23 左MbBC 5 0.6 0.68 0.46875 0.46875 0.46875 0.46875 0.46875 0.53125 0.53125 0.53125 0.53125 0.53125 4 0.6 0.68 104.57 73.84 139.73 3 0.6 0.68 129.21 111.81 203.05 107.87 136.67 147.48 2 0.6 0.68 145.46 138.98 257.27 1 0.6 0.68 138.62 197.22 277.60 23

表16 横向水平地震作用下框架梁端弯矩的计算

层 5 4 3 2 1 Mc上kNm39.89 68.40 78.17 78.17 87.42 Mc下kNm17.10 36.83 63.96 63.96 左MbABkNm39.89 85.50 115.00 142.13 151.38 175.66 表17 横向水平地震作用下框架梁剪力的计算 框架梁AB 层 左MbAB框架梁BC kNm5 4 3 2 1 39.89 85.50 右MbABkNm28.81 65.50 95.18 lm VbABkN 左右MbBC,MbBCkNm32.65 74.23 107.87 136.67 147.48 lm VbABkN 6.00 6.00 6.00 6.00 6.00 11.45 25.17 35.03 43.79 46.92 32.6561.4628.812.70 2.70 2.70 2.70 2.70 39.8939.8924.19 54.99 79.90 101.24 109.24 115.00 142.13 151.38 39.8939.89120.60 130.13 28.8161.4632.6568.4017.1085.5035.1674.2365.50104.5735.1665.5074.23104.5717.1085.5068.4095.1878.1736.83115.0073.84107.87129.2173.8495.18107.87129.2136.83115.0078.17120.6078.1763.96142.13111.81136.67145.46111.81120.60136.67145.4663.96142.1378.17130.1387.4263.96151.38138.98147.48138.62138.98130.13147.48138.6263.96151.3887.42175.66197.22197.22175.66图16 水平地震作用下的M图（单位：kN·m）

24

11.4524.1911.4515.8326.8426.8415.8311.4512.7412.7411.4525.1754.9949.5625.1729.2349.5629.2336.6242.5642.5636.6235.0379.9039.4866.9566.9535.0339.4871.6587.4387.4371.6543.79101.2446.6079.0179.0143.79115.44144.88144.88115.4446.6046.92109.2457.8273.8173.8146.9257.82162.36207.20207.20162.36 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）

25

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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

50.41.80.84726132.920.50.41.87.20.52

84=136.26 kN

标准层楼面处：GEi=恒荷载+0.5活荷载 =118.99+0.5×33.38

=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

50.41.80.84726166.530.5[0.41.87.20.5284

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

26

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。

bb梁控制截面的内力值为：MMV，VVq

22b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bbM0.25V，VVqV0.25q 22计算结果见表18。

表18 恒荷载作用下梁控制截面的内力

层 5 4 3 2 1 梁控制截面的弯矩MkNm 梁控制截面的剪力VkN  MAB-40.10 -45.24 -43.75 -43.10 -39.70  MBA-21.96 -38.38 -36.17 -37.91 -38.45  MBC-14.20 -1.40 -3.92 -3.34 -4.91  MCB-14.20 -1.40 -3.92 -3.34 -4.91 27

 VAB55.11 54.78 54.90 54.46 53.75  VBA-48.51 -52.26 -52.14 -52.58 -53.29  VBC2.05 2.05 2.05 2.05 2.05  VCB-2.05 -2.05 -2.05 -2.05 -2.05 136.2619.37171.68171.6819.37136.261.87G=23.58G=23.58G=23.58G=23.58135.6822.51189.69189.6922.51135.681.87G=23.58G=23.58G=23.58G=23.58135.6822.5122.51135.681.87G=23.58G=23.58G=23.58G=23.58135.6822.5122.51135.681.87G=23.58G=23.58G=23.58G=23.58135.6822.5122.51135.681.87G=29.80G=29.80G=29.80G=29.8049.5855.4855.4849.58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；

28

57.7057.7014.1836.1146.8640.6640.6642.0940.5742.0940.5769.5360.1760.1769.5323.272.502.822.5223.2729.3024.091.929.924.0129.3036.4536.4568.1658.1558.1568.1625.884.937.246.9725.8825.3313.5105.9175.9173.5025.3338.1438.1467.2060.2560.2567.2025.404.329.649.3925.4024.8415.1137.0117.0115.1324.8437.5737.5762.9661.2061.2062.9617.746.149.469.1917.7428.2519.6141.6161.6169.6428.2539.2239.229.225.805.809.22

图20 重力荷载代表值作用下的M图（单位：kN）

57.1259.102.522.5221.7759.1057.1267.4719.4667.5919.4621.772.522.5267.4116.3914.4167.5967.6514.4116.3967.472.522.5216.8667.3415.0267.6567.7215.0216.8667.412.522.5218.7167.0917.1667.7267.9717.1618.7167.342.522.5267.9767.097.576.296.297.57图21 重力荷载代表值作用下的V图（单位：kN） 198.07228.62128.61198.07221.65252.12952.19221.65426.42510.35810.38426.4450.00533.95633.96450.0654.88792.07392.03654.8678.46815.68115.61678.4882.831074.120074.20882.8906.411097.170897.78906.41109.911357.2311091139.711387.041139

图22 重力荷载代表值作用下的N图（单位：kN）

29

20863.191

.71 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

层 5 4 3 2 1 梁控制截面的弯矩MkNm 梁控制截面的剪力VkN  MAB-4.75 -13.83 -14.00 -13.63 -12.23  MBA-1.36 -9.86 -10.33 -10.80 -10.97  MBC0.08 -1.77 -1.46 -1.45 -2.14  MCB0.08 -1.77 -1.46 -1.45 -2.14  VAB4.80 17.50 17.45 17.30 17.01  VBA-3.56 -16.06 -16.11 -16.26 -16.55  VBC0 0 0 0 0  VCB0 0 0 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 5 4 3 2 1 梁控制截面的弯矩MkNm 梁控制截面的剪力VkN  MAB3.99 8.91 15.21 21.43 27.96  MBA-3.85 -8.34 -13.99 -19.75 -24.67  MBC1.38 5.53 10.72 16.40 20.62  MCB-1.38 -5.53 -10.72 -16.40 -20.62  VAB-1.42 -3.14 -5.31 -7.49 -9.57  VBA-1.42 -3.14 -5.31 -7.49 -9.57  VBC-1.25 -5.02 -9.75 -14.91 -18.75  VCB-1.25 -5.02 -9.75 -14.91 -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

层 5 4 3 2 1 梁控制截面的弯矩MkNm 梁控制截面的剪力VkN  MAB37.08 79.21 106.24 131.18 139.65  MBA-26.00 -59.21 -86.42 -109.65 -118.40  MBC26.60 60.48 87.90  MCB-26.60 -60.48 -87.90  VAB-11.45 -25.17 -35.03  VBA-11.45 -25.17 -35.03 -43.79 -46.92  VBC-24.19 -54.99 -79.90  VCB-24.19 -54.99 -79.90 111.36 -111.36 -43.79 120.17 -120.17 -46.92 -101.24 -101.24 -109.24 -109.24 30

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

层 5 4 3 2 1 梁控制截面的弯矩MkNm 梁控制截面的剪力VkN  MAB-42.23 -52.26 -50.86 -50.03 -46.01  MBA-21.90 -43.68 -41.69 -43.66 -44.39  MBC-14.23 -1.89 -4.34 -3.76 -5.56  MCB-14.23 -1.89 -4.34 -3.76 -5.56  VAB56.97 63.46 63.57 63.06 62.19  VBA-49.57 -60.34 -60.23 -60.74 -61.61  VBC2.05 2.05 2.05 2.05 2.05  VCB-2.05 -2.05 -2.05 -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）

层 5 4 3 2 1 框架柱A 框架柱B  M上-33.95 -16.41 -19.26 -18.57 -13.97  M下21.56 18.72 18.28 21.05 6.65  M上36.83 6.50 12.23 12.60 9.32  M下-18.07 -10.20 -11.38 -14.89 -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）

层 5 4 3 2 1 框架柱A 框架柱B  M上-5.04 -8.84 -7.88 -7.97 -5.95  M下7.36 8.23 7.73 9.00 2.83 31

 M上1.91 6.35 5.52 6.29 4.54  M下-4.63 -5.89 -5.51 -7.30 -2.06 6.2.3 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：kN） 层 5 4 3 2 1

框架柱A 框架柱B  M上3.96 7.66 10.71 13.40 16.94  M下-0.75 -3.52 -6.72 -8.62 -31.76  M上5.24 10.99 16.63 22.47 24.84  M下-2.75 -7.92 -13.41 -20.38 -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：kN） 层 5 4 3 2 1 框架柱A 框架柱B  M上35.93 61.09 68.30 66.52 72.97  M下-13.14 -29.52 -54.09 -52.31 -161.21  M上54.75 92.18 112.47 125.71 120.17  M下-28.45 -61.45 -95.07 -119.23 -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：kN） 层 5 4 3 2 1 框架柱A 框架柱B  M上-35.80 -19.90 -22.36 -21.68 -16.26  M下24.44 21.96 21.32 24.53 7.74  M上37.50 8.29 13.81 14.47 10.70  M下-19.42 -11.87 -12.97 -17.10 -4.84 32

表28 框架梁AB的基本组合表（非地震） 内截 力层 面 种恒荷载 活荷载 类 荷载类别 左风 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 右风 -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 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 左风 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 右风 内力组合 1.2恒+ 1.4左风+ 1.4×0.7活 1.2恒+ 1.4右风+ 1.4×0.7活 1.35恒+ 1.4×0.7活+ 1.4×0.6 左风 1.35恒+ 1.4×0.7活+ 1.4×0.6 右风 S

︱V︱max 80.30 -70.17 93.74 -88.93 95.68 -90.64 96.77 -93.21 97.27 -96.20 Mmax Mmin 56.79 56.25 58.11 57.58 60.99 -62.14 -34.21 -82.11 -68.48 -87.51 -73.11 -95.08 -83.73 -98.77 -91.43 左 M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V -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 -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 33

-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 -27.74 -67.78 -82.11 93.74 54.87 -54.47 -83.65 -85.56 95.68 56.64 -47.20 -81.72 -89.54 96.77 55.66 -45.17 -80.63 -89.07 97.27 57.63 -41.94 -80.12 5 中 M 右 左 4 中 M 右 左 3 中 M 右 左 2 中 M 右 左 1 中 M 右 表29 框架梁BC的基本组合表（非地震） 内截 力层 面 种类 荷载类别 恒荷载 -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 活荷载 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 左风 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 右风 -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 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 左风 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 右风 内力组合 1.2恒+ 1.4左风+ 1.4×0.7活 1.2恒+ 1.4右风+ 1.4×0.7活 1.35恒+ 1.4×0.7活+ 1.4×0.6 左风 1.35恒+ 1.4×0.7活+ 1.4×0.6 右风 S Mmax -2.12 -4.41 -4.15 -6.69 Mmin ︱V︱max 左 M V M V M V M V M V M V M V M V M -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 34

-15.03 0.71 -15.68 -18.89 -4.21 4.33 -4.57 -2.12 -11.16 -9.49 8.87 -11.19 -4.41 -21.14 -16.11 17.53 -18.41 -4.15 -28.39 -23.33 20.88 -23.79 -6.69 -36.86 -28.71 -18.89 4.21 -15.68 -15.03 -0.71 -11.16 9.49 -2.12 4.33 4.57 -21.14 16.11 -4.41 8.87 11.19 -28.39 23.33 -4.15 17.53 18.41 -36.86 28.71 -6.69 20.88 23.79 -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 3.82 -17.93 -1.72 -8.27 6.98 -2.17 1.02 1.45 -15.73 10.96 -4.78 2.28 5.42 -19.71 15.29 -4.49 7.85 9.76 -26.05 18.52 -7.27 8.60 12.98 -20.25 4.21 -20.25 -4.21 -11.16 9.49 5 中 M 右 左 -17.65 -15.64 4 中 M 右 左 -11.16 -9.49 -21.14 16.11 3 中 M 右 左 -21.14 -16.11 -28.39 23.33 2 中 M 右 左 1 V 中 M 右 M V -28.39 -23.33 -36.86 28.71 -36.86 -28.71 6.3 框架梁内力组合

6.3.1 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

lMbMbr面组合的剪力设计值：VbvbVGb

lnl式中：Mb、Mbr—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

vb—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

层 截面 MlbkNm-100.08 -60.08 -165.69 -129.39 -199.14 -162.37 -230.57 -194.94 -236.76 -207.19 MrbkNm11.90 4.97 33.29 50.71 70.66 87.25 98.89 120.50 109.53 135.54 lnm lMbMbrVGbVGb0.5qlnVb1.1ln kNkN5 左 右 左 右 左 右 左 右 左 右 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 5.50 63.92 63.92 74.28 74.28 74.28 74.28 74.28 74.28 74.28 74.28 86.32 76.93 114.08 110.30 128.24 124.21 140.17 137.37 143.54 142.83 4 3 2 1 表31 经“强剪弱弯”调整后的框架梁BC的梁端剪力组合

层 截面 MlbkNm MrbkNm lnm lMbMbrVGbVGb0.5qlnVb1.1l nkNkN35

5 左 右 左 右 左 右 左 右 左 右 -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 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 2.47 38.47 38.47 81.28 81.28 117.17 117.17 147.61 147.61 159.25 159.25 4 3 2 1 6.3.2.2 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。

Mmax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：MccMb

式中：Mc—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

c—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0.15fcA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

MctMcb值予以调整：Vcvc

Hn36

表32 框架梁AB的基本组合表（地震） 内截力层 面 种类 左 5 M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V 荷载类别 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 重力荷载代表值 -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 1.2重 +1.3左震 -8.00 53.48 55.89 -60.08 -74.37 40.26 43.43 56.74 -129.39 -105.13 77.08 30.75 58.65 -162.37 -117.82 110.50 18.75 59.09 -194.94 -129.82 126.33 13.63 60.88 -207.19 -134.93 内力组合 1.0重+1.3左震 4.97 42.09 47.77 -55.70 -64.46 50.71 30.74 49.45 -120.65 -93.06 87.25 18.03 51.02 -154.04 -105.77 120.50 6.13 51.57 -186.21 -117.67 135.54 1.19 53.04 -198.31 -122.61 1.2重+1.3右震 -100.08 83.25 41.48 7.52 -44.60 -165.69 108.87 30.74 24.56 -39.69 -199.14 121.82 32.89 62.32 -26.74 -230.57 132.60 31.08 90.15 -15.96 -236.76 135.62 33.25 100.65 -12.94 37

S 1.0重+1.3右震 -91.43 71.86 33.37 11.90 -34.69 -155.23 96.18 23.45 33.29 -27.62 -188.97 109.11 25.26 70.66 -14.69 -220.56 119.99 23.57 98.89 -3.81 -227.56 123.19 25.40 109.53 -0.61 rRE×S ︱V︱max 86.32 -76.93 114.08 -110.30 128.24 -124.21 140.17 -137.37 143.54 -142.83 Mmax 55.89 56.74 87.25 120.50 135.54 Mmin -100.08 -60.08 -165.69 -129.39 -199.14 -162.37 -230.57 -194.94 -236.76 -207.19 Mmax 41.91 42.56 65.44 90.38 101.66 Mmin -75.06 -45.06 -124.27 -97.04 -149.36 -121.78 -172.93 -146.21 -177.57 -155.39 ︱V︱max 73.37 -65.39 96.97 -93.76 109.01 -105.58 119.15 -116.77 122.01 -121.40 中 M 右 左 4 中 M 右 左 3 中 M 右 左 2 中 M 右 左 1 中 M 右 表33 框架梁BC的基本组合表（地震） 内截力层 面 种类 左 M V M V M V M V M V M V M V M V M V 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 -101.24 0.00 -111.36 -101.24 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 79.90 101.24 0.00 111.36 101.24 重力荷载代表值 -14.23 2.05 -13.16 -14.23 -2.05 -1.89 2.05 -0.82 -1.89 -2.05 -4.34 2.05 -3.26 -4.34 -2.05 -3.76 2.05 -2.69 -3.76 -2.05 -5.56 2.05 -4.49 -5.56 -2.05 1.2重 +1.3左震 17.50 -28.99 -15.79 -51.66 -33.91 76.36 -69.03 -0.98 -80.89 -73.95 109.06 -101.41 -3.91 -119.48 -106.33 140.26 -129.15 -3.23 -149.28 -134.07 149.55 -139.55 -5.39 -162.89 -144.47 内力组合 1.0重+1.3左震 20.35 -29.40 -13.16 -48.81 -33.50 76.73 -69.44 -0.82 -80.51 -73.54 109.93 -101.82 -3.26 -118.61 -105.92 141.01 -129.56 -2.69 -148.53 -133.66 150.66 -139.96 -4.49 -161.78 -144.06 1.2重+1.3右震 -51.66 33.91 -15.79 17.50 28.99 -80.89 73.95 -0.98 76.36 69.03 -119.48 106.33 -3.91 109.06 101.41 -149.28 134.07 -3.23 140.26 129.15 -162.89 144.47 -5.39 149.55 139.55 38

S 1.0重+1.3右震 rRE×S ︱V︱max Mmax Mmin Mmax Mmin ︱V︱max 32.70 -32.70 69.09 -69.09 99.60 -99.60 125.47 -125.47 135.36 -135.36 -48.81 33.50 -13.16 20.35 29.40 -80.51 73.54 -0.82 76.73 69.44 -118.61 105.92 109.93 101.82 -148.53 133.66 141.01 129.56 -161.78 -51.66 -38.74 38.47 -38.47 81.28 -81.28 117.17 147.61 5 中 M 右 左 20.35 15.26 -51.66 -80.89 -80.89 -119.48 -119.48 -149.28 -162.89 -149.28 -38.74 -60.67 -60.67 -89.61 -89.61 -111.96 -111.96 -122.17 4 中 M 右 左 76.73 57.55 3 中 M 右 左 -3.26 109.93 82.45 -117.17 111.36 -111.36 2 中 M 右 左 -2.69 141.01 105.76 -147.61 120.17 -120.17 -109.24 109.24 0.00 -120.17 -109.24 0.00 120.17 109.24 1 中 M 右 144.06 -4.49 150.66 150.66 139.96 159.25 113.00 -159.25 -162.89 -122.17 表34 框架柱A的基本组合表（非地震） 内截 力层 面 种类 荷载类别 恒荷载 -33.95 -192.74 21.56 -216.32 -17.91 -16.41 -394.95 18.72 -418.53 -11.33 -19.26 18.28 活荷载 -5.04 -13.49 7.36 -13.49 -4.00 -8.84 -65.89 8.23 -65.89 -5.50 -7.88 7.73 左风 3.96 1.42 -0.75 1.42 1.52 7.66 4.56 -3.52 4.56 3.60 9.87 -6.72 9.87 右风 -3.96 -1.42 0.75 -1.42 -1.52 -7.66 -4.56 3.52 -4.56 -3.60 -9.87 6.72 -9.87 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 左风 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 右风 内力组合 1.2恒+ 1.4左风+ 1.4×0.7活 1.2恒+ 1.4右风+ 1.4×0.7活 1.35恒+ 1.4×0.7活+1.4×0.6 左风 1.35恒+ 1.4×0.7活+1.4×0.6 右风 S ︱M︱max及相相应的相应的应的N，M，V M，V V -54.10 -54.10 -40.14 -54.10 Nmax及Nmin及上 5 M N M -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 -51.12 -251.37 36.81 -279.66 -28.37 -38.50 -570.02 36.94 -598.31 -24.32 -43.14 -890.55 38.40 -918.84 -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 -51.22 -246.50 34.13 -274.79 -27.54 -39.08 -544.90 35.46 -573.19 -24.03 -45.83 -846.42 38.92 -874.72 -47.45 -272.23 35.69 -304.06 -26.82 -24.38 -593.92 30.38 -625.76 -17.66 -24.73 -913.90 26.61 -945.74 -16.55 -21.62 -1231.33 30.00 -1263.17 -16.64 -10.46 -1545.74 -14.93 -1585.97 1.11 -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 -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 -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 -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 下 N V 上 4 M N M 下 N V 上 3 M N M 下 N V M 上 N M 下 N V 上 1 M N M 下 N V 10.71 -10.71 -597.28 -118.23 -620.86 -118.23 -12.10 -5.04 -18.57 -7.97 -799.18 -170.43 21.05 9.00 -822.76 -170.43 -12.78 -13.97 6.65 -5.09 -5.47 -5.95 2 5.63 -5.63 -16.85 -26.31 -11.58 -27.34 13.40 -13.40 -22.19 -44.70 -11.33 -48.85 17.36 -17.36 -1183.04 -1212.20 -1101.73 -1150.34 -8.62 8.62 30.62 45.10 22.01 46.15 17.36 -17.36 -1211.33 -1240.50 -1130.03 -1178.64 7.11 -7.11 -17.02 -10.86 -14.74 0.96 -28.97 -39.32 38.62 -19.25 39

-26.00 -26.00 -11.58 -27.34 -44.14 -44.14 -11.33 -48.85 -1260.50 -1260.50 -1101.73 -1150.34 44.48 44.48 22.01 46.15 -1292.33 -1292.33 -1130.03 -1178.64 -28.59 -38.92 38.43 -19.10 -28.59 -38.92 38.43 -19.10 -10.74 1.12 -33.71 8.61 -30.65 -46.31 55.22 -25.08 -10.74 1.12 -33.71 8.61 -30.65 -46.31 55.22 -25.08 16.94 -16.94 31.76 -1000.35 -222.34 -1030.15 -222.34 -2.17 26.93 -26.93 -1489.07 -1534.32 -1380.61 -1456.02 26.93 -26.93 -1524.83 -1570.08 -1416.37 -1491.78 12.03 -12.03 -1590.99 -1590.99 -1380.61 -1456.02 -1631.22 -1631.22 -1416.37 -1491.78 2.83 -31.76 表35 框架柱B的基本组合表（非地震） 内截 力层 面 种类 荷载类别 恒荷载 36.83 -222.28 -18.07 -245.86 17.70 6.50 -467.17 -10.20 -490.75 5.38 12.23 -11.38 7.61 12.60 -14.89 活荷载 1.91 -16.81 -4.63 -16.81 2.10 6.35 -90.42 -5.89 -90.42 3.94 5.52 左风 5.24 -0.17 -2.75 -0.17 2.58 1.71 -7.92 1.71 6.10 6.15 6.15 9.69 右风 -5.24 0.17 2.75 0.17 -2.58 -1.71 7.92 -1.71 -6.10 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 左风 1.2恒+ 1.4活+ 1.4×0.6 右风 内力组合 1.2恒+ 1.4左风+ 1.4×0.7活 1.2恒+ 1.4右风+ 1.4×0.7活 1.35恒+ 1.4×0.7活+1.4×0.6 左风 1.35恒+ 1.4×0.7活+1.4×0.6 右风 S ︱M︱max及相相应的应的M，应的N，V M，V V 47.19 55.99 38.73 55.99 Nmax及Nmin及相上 5 M N M 51.27 -290.41 -30.48 -318.71 26.35 25.92 -685.76 -27.14 -714.05 17.10 36.37 -32.63 22.26 42.80 -45.21 42.47 -290.13 -25.86 -318.42 22.01 7.46 -688.63 -13.83 -716.92 6.85 8.43 -10.11 5.98 5.05 -10.97 53.40 -283.45 -30.07 -311.74 26.91 29.41 -646.82 -29.10 -675.12 18.86 43.37 -37.83 26.19 52.74 -53.55 38.73 -282.97 -22.37 -311.27 19.69 -1.36 -651.61 -6.92 -679.91 1.78 -3.20 -0.28 -0.95 -10.17 3.51 55.99 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 24.23 -717.85 -26.20 -749.69 16.25 35.89 -1116.76 -32.03 -1148.59 21.90 42.05 -1513.90 -44.37 -1545.73 27.87 37.90 -1910.81 -37.38 -1951.04 18.58 -316.41 -26.62 -348.24 23.79 5.77 -720.73 -12.89 -752.56 6.00 7.95 -9.50 5.62 4.30 -10.14 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 5.77 -720.73 -12.89 -752.56 6.00 7.95 -9.50 5.62 4.30 -10.14 -282.97 -22.37 -311.27 19.69 29.41 -646.82 -29.10 -675.12 18.86 43.37 -37.83 26.19 52.74 -53.55 -316.69 -31.24 -348.53 28.12 29.41 -646.82 -29.10 -675.12 18.86 43.37 -37.83 26.19 52.74 -53.55 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 M 上 N M 下 N V 10.99 -10.99 16.63 -16.63 13.41 -9.69 -711.94 -164.09 -735.52 -164.09 3.56 6.29 -6.15 -1078.89 -1089.22 -1006.53 -1023.75 -6.15 -1107.18 -1117.52 -1034.82 -1052.04 -1127.09 -1127.09 -1158.93 -1158.93 -1006.53 -1006.53 -1034.82 -1034.82 -5.51 -13.41 22.47 -22.47 20.38 -957.15 -237.90 -980.73 -237.90 8.86 4.39 9.32 4.54 13.57 -13.57 -1470.24 -1493.04 -1362.72 -1400.72 13.57 -13.57 -1498.54 -1521.33 -1391.02 -1429.02 13.82 -13.82 28.39 5.17 34.28 -4.41 24.84 -24.84 38.41 -3.33 50.41 -19.14 -1536.69 -1536.69 -1568.53 -1568.53 4.65 4.65 -3.83 -3.83 -1949.03 -1949.03 21.95 21.95 -1989.26 -1989.26 -6.37 -6.37 -1362.72 -1362.72 -1391.02 -1391.02 34.28 34.28 50.41 50.41 -1717.61 -1717.61 -56.53 -56.53 -1753.37 -1753.37 26.40 26.40 -7.30 -20.38 1 -1203.08 -312.00 22.75 -22.75 -1861.39 -1899.61 -1717.61 -1781.31 -4.22 -2.06 -35.32 35.32 -37.62 21.72 -56.53 42.37 -1232.88 -312.00 3.34 1.63 22.75 -22.75 -1897.15 -1935.37 -1753.37 -1817.07 14.85 -14.85 18.76 -6.18 26.40 40

-15.18 式中：Mct、Mcb—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

vc—柱端剪力增大系数，三级抗震取1.1

6.4.2.1 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46.41kN，节点处梁端组合弯矩设计值

rMb165.69kNm，如图23所示，根据MccMb得节点处下柱截面组合弯矩设计

值为1.1165.6946.41135.85kN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0.359，节点

64.73115.62r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Mb199.14kNm，如

图24所示，根据MccMb可得：

节点处上柱截面组合弯矩设计值为0.3591.1199.1478.64kNm 节点处下柱截面组合弯矩设计值为0.6411.1199.14140.41kNm 第4层柱端组合剪力设计值为V1.146.41kN·m135.8578.6476.11kN，如图25所示。

3.60.5135.85kN·mV=76.11kN78.64k·Nm165.69kN·m199.14k·NmV=76.11kN135.85kN·m

140.41k·Nm

78.64kN·m

图23 右震时4层A柱节 图24 右震时3层A柱节 图25 4层A柱柱端 点处梁、柱组合弯矩设计值 点处梁、柱组合弯矩设计值 组合弯矩和剪力设计值

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1.15218.86251.69kNm。

41

表36 框架柱A组合弯矩设计值调整 节点处下柱截面的弯矩分配系数 0.540 节点处梁端组合弯矩设计值节点 节点处上柱截面的弯矩分配系数 MkNmrbMM ccb -230.57 kNm1.1230.57 253.631.1236.76 260.44节点处上柱截面组合弯矩设计值节点处下柱截面组合弯矩设计值kNm kNm 116.67 136.96 第2层A柱 第1层A柱 95.9095.90112.49 0.46097.4497.44114.37 0.4600.540 -236.76 119.80 140.64 表37 框架柱A组合剪力设计值调整

层 3 2 1 M上kNm -140.41 -136.96 -140.64 M下kNm 116.67 119.80 251.69 Hnm 3.10 3.10 4.05 MctMcbVcvckN Hn91.22 91.11 106.56 （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1.15201.83232.10kNm。

表38 框架柱A组合弯矩设计值调整 节点处下柱截面的弯矩分配系数 节点处梁端组合弯矩设计值节点 节点处上柱截面的弯矩分配系数 MccMb MrbkNm87.25 kNm1.187.2595.98 1.1120.50132.55 1.1135.54149.09 节点处上柱截面组合弯矩设计值节点处下柱截面组合弯矩设计值kNm kNm 16.42 79.56 第3层A柱 第2层A柱 第1层A柱 49.0049.0064.800.431 43.4743.4778.600.356 0.569 120.50 57.13 75.42 0.644 135.54

42

53.08 96.02 表39 框架柱A组合剪力设计值调整

层 3 2 1 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 MctMcbVcvckN Hn48.50 45.60 89.12 6.4.2.2 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 节点处下柱截面的弯矩分配系数 节点处梁端组合弯矩设计值 lMb节点 节点处上柱截面的弯矩分配系数 MccMb kNm33.29 MbrkNm-80.89 kNm1.1(33.2980.89)125.60 1.1(70.66119.48)132.55 节点处上柱截面组合弯矩设计值 节点处下柱截面组合弯矩设计值kNm kNm 13.68 111.92 第4层A柱 第3层A柱 第2层A柱 第1层A柱 70.3070.30138.850.336 116.06116.06156.920.425 145.03145.03154.630.484 0.664 70.66 -119.48 70.30 138.85 0.575 98.89 -149.28 1.1(98.89149.28)149.09 1.1(109.53162.89)299.66 116.06 156.92 0.515 109.53 -162.89 145.03 154.63 底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15250.58288.17kNm。

表41 框架柱A组合剪力设计值调整

层 4 3 2 1 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 3.1 3.1 3.1 4.05 MctMcbVcvckN Hn64.66 90.45 97.40 120.27 43

（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 节点处下柱截面的弯矩分配系数 节点处梁端组合弯矩设计值 lMbMccMb 节点 节点处上柱截面的弯矩分配系数 kNm-162.37 MbrkNm109.93 kNm1.1(162.37109.93)299.53 节点处上柱截面组合弯矩设计值 节点处下柱截面组合弯矩设计值kNm kNm 91.76 207.77 第3层A柱 第2层A柱 第1层A柱 136.566136.56177.890.434 172.10172.10166.920.508 0.566 -194.94 141.01 1.1(194.94141.01)369.55 1.1(207.19150.66)393.64 160.49 209.06 0.492 -207.19 150.66 199.82 193.81 底层柱固定端截面组合弯矩设计值为1.15261.23300.41kNm。

表43 框架柱A组合剪力设计值调整

层 3 2 1 M上kNm 207.77 209.06 193.81 M下kNm -160.49 -199.82 -300.41 Hnm 3.10 3.10 4.05 MctMcbVcvckN Hn130.67 145.09 122.03 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：min0.55跨中：min0.45ft1.430.550.262%0.25% fy300ft1.430.450.215%0.2% fy30044

表44 框架柱A的基本组合表（地震） 内截力层 面 种类 上 5 M N M 下 N V 上 4 M N M 下 N V 上 3 M N M 下 N V M 上 N 2 M 下 N V M 上 N 1 M 下 N V 荷载类别 左震 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 内力组合 S rRE×S ︱M︱Nmax及Nmin及︱M︱重力荷载1.2重 1.0重 1.2重1.0重max及相右震 相应的相应的相应的相应的max及相代表值 +1.3左震 +1.3左震 +1.3右震 +1.3右震 应的N，M，V M，V M，V M，V 应的N，V V -35.93 -35.80 3.75 10.91 -89.67 -82.51 -89.67 10.91 -89.67 -67.25 8.18 -67.25 Nmax及Nmin及-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 -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 -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 -183.19 7.36 -206.77 1.15 59.52 -378.81 -16.42 -402.39 24.50 66.43 -561.74 -49.00 -585.32 -252.57 46.41 -280.87 -43.90 -103.30 -559.31 64.73 -587.61 -54.20 -115.62 -879.00 95.90 -907.30 -212.96 -252.57 -183.19 41.52 -40.01 46.41 -43.90 7.36 1.15 59.52 -16.42 24.50 79.56 -57.13 -236.54 -280.87 -206.77 -99.32 -135.85 60.34 -51.50 78.64 -76.11 -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 -189.43 -137.39 34.81 -37.32 -77.48 58.98 -64.69 -105.31 87.50 5.52 0.98 44.64 -12.32 20.83 59.67 -42.85 -210.65 -155.08 -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 -1234.37 188.77 -1262.98 -90.58 -474.03 -559.31 -378.81 -497.61 -587.61 -402.39 -111.15 -140.41 91.64 116.67 -447.45 -284.11 -470.09 -301.79 -748.03 -879.00 -561.74 -771.61 -907.30 -585.32 -703.20 -449.39 -725.84 -468.26 -77.54 41.23 -102.72 56.57 -967.58 -586.21 89.85 -39.81 39.48 -39.48 66.52 -66.52 115.44 -115.44 -52.31 52.31 37.23 -68.23 -65.41 -91.22 48.50 -91.22 64.80 -112.49 -108.16 -136.96 75.42 -136.96 -732.76 -1209.47 -1032.90 -1209.47 -732.76 -1209.47 -43.47 97.44 92.53 119.80 -53.08 119.80 115.44 -115.44 -906.41 -937.62 46.60 -46.60 -14.90 42.70 72.97 -72.97 -16.26 75.35 162.36 -162.36 -1109.91 -1120.82 -161.21 161.21 7.74 -200.29 162.36 -162.36 -1139.71 -1156.58 57.82 -57.82 -5.93 68.05 -756.34 -1237.76 -1056.48 -1237.76 -756.34 -1237.76 -990.21 -605.07 45.68 -78.46 -75.48 -91.11 45.60 -91.11 -77.44 38.76 78.60 -114.37 -111.12 -140.64 96.02 -140.64 -105.48 72.02 -898.84 -1542.96 -1320.98 -1542.96 -898.84 -1542.96 -1234.37 -719.07 -201.83 218.86 217.31 251.69 -232.10 251.69 188.77 -174.08 -928.64 -1578.72 -1350.78 -1578.72 -928.64 -1578.72 -1262.98 -742.91 69.24 -82.28 45

-81.10 -106.56 89.12 -106.56 -90.58 75.75 表45 框架柱B的基本组合表（地震） 内截力层 面 种类 上 5 M N M 下 N V 上 4 M N M 下 N V 上 3 M N M 下 N V M 上 N 2 M 下 N V 上 1 M N M 荷载类别 左震 54.75 12.74 -28.45 12.74 26.84 92.18 42.56 -61.45 42.56 49.56 87.43 -95.07 87.43 内力组合 S rRE×S ︱M︱Nmax及Nmin及︱M︱重力荷载1.2重 1.0重1.2重1.0重max及相右震 相应的相应的相应的相应的max及相代表值 +1.3左震 +1.3左震 +1.3右震 +1.3右震 应的N，M，V M，V M，V M，V 应的N，V V -54.75 37.50 116.18 108.68 -26.18 -33.68 -26.18 108.68 108.68 -19.64 81.51 81.51 Nmax及Nmin及-12.74 28.45 -12.74 -26.84 -92.18 -42.56 61.45 -42.56 -49.56 -87.43 95.07 -87.43 -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 -257.77 -60.29 -286.07 56.92 129.78 -557.13 -94.13 -585.42 72.24 162.78 -836.78 -139.16 -865.07 -212.05 -56.41 -235.63 53.25 128.12 -455.05 -91.76 -478.63 70.94 160.02 -136.56 -290.89 13.68 -319.19 -12.86 -109.89 -667.78 65.64 -696.08 -56.62 -129.64 108.03 -245.17 17.57 -268.75 -16.53 -111.54 -565.71 68.02 -589.29 -57.92 -132.40 110.62 -290.89 13.68 -319.19 -12.86 -111.92 -667.78 70.30 -696.08 -64.66 -138.85 116.06 -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 -909.44 145.09 193.81 -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 -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 -159.04 -42.31 -176.72 45.26 96.09 -314.29 -68.82 -358.97 60.30 155.83 -542.70 -120.37 -561.56 110.07 159.13 -708.69 -156.80 -727.55 123.32 145.36 -870.30 -225.31 -894.14 103.73 -159.04 -42.31 -176.72 45.26 96.09 -314.29 -68.82 -358.97 60.30 155.83 -542.70 -120.37 -561.56 110.07 159.13 -708.69 -156.80 -727.55 123.32 145.36 -870.30 -225.31 -894.14 103.73 112.47 -112.47 -678.37 -1064.10 -701.95 -1092.39 -905.69 -1064.10 -929.27 -1092.39 66.95 -66.95 8.64 97.40 125.71 -125.71 14.47 180.79 144.88 -144.88 -1074.20 -1100.70 -119.23 79.01 119.23 -79.01 -17.10 10.18 10.70 -175.52 114.93 169.06 144.88 -144.88 -1097.78 -1128.99 120.17 -120.17 95.68 -76.67 -78.40 -90.45 177.89 -146.06 -148.95 -156.92 -885.86 -1477.38 -1262.54 -1477.38 -172.10 112.89 166.92 134.48 -90.50 -143.38 137.90 -92.53 -145.52 145.03 -97.40 -154.63 -909.44 -1505.68 -1286.12 -1505.68 130.67 -76.88 209.06 -117.69 -885.86 -1181.90 -199.82 145.09 193.81 108.77 -82.79 -115.97 -909.44 -1204.54 207.20 -207.20 -1357.23 -1359.32 -1087.87 -1898.04 -1626.59 -1898.04 -1087.87 -1087.87 -1518.43 -197.22 197.22 -4.84 -262.19 -261.23 250.58 251.55 288.17 -300.41 -300.41 216.13 207.20 -207.20 -1387.04 -1395.09 -1117.68 -1933.81 -1656.40 -1933.81 -1117.68 -1117.68 -1547.05 73.81 -73.81 3.84 100.56 99.79 -91.35 -92.11 -120.27 122.03 122.03 -102.23 46

下 N V 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 层 计算公式 左截面 75.06 465 0.097 0.102 ＜0.35 567.1 327.5 316 跨中截面 /左截面 56.79 465 0.073 0.076 ＜0.55 423.3 268.8 314 462 56.25 465 0.073 0.076 ＜0.55 419.1 268.8 314 462 65.44 465 0.085 0.089 ＜0.35 490.8 327.5 316 47

框架梁BC 右截面 45.06 465 0.058 0.060 ＜0.35 353.3 327.5 216 402 97.04 465 0.126 0.135 ＜0.35 745.8 327.5 318 763 121.78 465 0.158 0.172 ＜0.35 955.3 327.5 220 左截面 38.74 365 0.081 0.085 ＜0.35 369.6 262.0 216 402 60.67 365 0.127 0.137 ＜0.35 594.7 262.0 318 763 89.61 365 0.188 0.210 ＜0.35 914.5 262.0 220 左截面 15.26 365 0.032 0.033 ＜0.35 141.7 262.0 214 308 57.55 365 0.121 0.129 ＜0.35 561.9 262.0 316 603 82.45 365 0.173 0.191 ＜0.35 832.7 262.0 320 MkNm h0mm as=M 2a1fcbh0x=1-5 1-2as As=a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 2实配钢筋面积mm 603 124.27 465 0.161 0.176 ＜0.35 976.9 327.5 418 MkNm h0mm as=M a1fcbh02x=1-4 1-2as As=a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 2实配钢筋面积mm 1018 149.36 465 0.193 0.217 ＜0.35 1200.8 327.5 420 MkNm h0mm as=3 M a1fcbh02x=1-As=1-2as a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 +216 +216 2实配钢筋面积mm 1257 172.93 465 0.224 0.257 ＜0.35 1422.1 327.5 422 603 90.38 465 0.117 0.125 ＜0.35 691.0 327.5 318 763 101.66 465 0.132 0.142 ＜0.35 784.2 327.5 320 942 1030 146.21 465 0.189 0.212 ＜0.35 1172.1 327.5 222 1030 111.96 365 0.235 0.272 ＜0.35 1183.5 262.0 222 942 105.76 365 0.222 0.254 ＜0.35 1106.6 262.0 420 1257 113.00 365 0.237 0.275 ＜0.35 1196.5 262.0 420 1257 MkNm h0mm as=M a1fcbh02x=1-2 1-2as As=a1xfcbh0mm2) (fyAsminminbhmm2 实配钢筋 2实配钢筋面积mm +218 +218 1269 155.39 465 0.201 0.227 ＜0.35 1256.3 327.5 222 1269 122.17 365 0.257 0.302 ＜0.35 1314.3 262.0 222 1521 177.57 465 0.230 0.265 ＜0.35 1467.1 327.5 422 MkNm h0mm as=M a1fcbh02x=1-1 1-2as As=a1xfcbh0mm2) (fyAsminminbhmm2 实配钢筋 2实配钢筋面积mm +220 +220 1388 1388 1521 7.2 框架梁斜截面承载力计算

因为跨高比

l0l62.7122.5，06.752.5，需满足V0.20cfcbh0。 h0.5h0.4h加密区箍筋最大间距smaxminb,8d,150，箍筋加密区长度取max1.5hb,500。

4最小配箍率sv,min0.26计算过程见表47。

ft1.430.260.177% fy21048

表47 框架梁斜截面承载力计算

层 计算公式 框架梁AB 左截面 73.37 465 332.48 ＞V 69.82 0.03 28 101 3472.5 125 125 右截面 65.39 465 332.48 ＞V 69.82 ＞V ＜0 28 101 构造要求 100 框架梁BC 左截面 32.70 365 260.98 ＞V 54.80 ＞V ＜0 28 101 VkN h0mm 0.20bcfcbh0 0.42ftbh0 AsvVb-0.42ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 5 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 8@100 750 8@100 750 8@100 600 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 96.97 465 332.48 ＞V 69.82 0.22 28 101 454.1 125 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 93.76 465 332.48 ＞V 69.82 0.20 28 101 515.0 125 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 69.09 365 260.98 ＞V 54.80 0.15 28 101 677.4 100 svAsv bssv,min VkN h0mm 0.20bcfcbh0 0.42ftbh0 AsvVb-0.42ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 4 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 8@100 750 8@100 750 8@100 600 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 49

8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ svAsv bssv,min VkN h0mm 0.20bcfcbh0 0.42ftbh0 AsvVb-0.42ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 3 109.01 465 332.48 ＞V 69.82 0.32 28 101 314.6 125 105.58 465 332.48 ＞V 69.82 0.29 28 101 344.7 125 99.60 365 260.98 ＞V 54.80 0.47 28 101 216.0 100 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 8@100 750 8@100 750 8@100 600 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 119.15 465 332.48 ＞V 69.82 0.40 28 101 249.9 125 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 116.77 465 332.48 ＞V 69.82 0.38 28 101 262.6 125 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 125.47 365 260.98 ＞V 54.80 0.74 28 101 136.9 100 svAsv bssv,min VkN h0mm 0.20bcfcbh0 0.42ftbh0 AsvVb-0.42ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 2 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 8@100 750 8@100 750 8@100 600 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 122.01 465 332.48 ＞V 50

8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 121.40 465 332.48 ＞V 8@100 0.404﹪ 0.177﹪ 135.36 365 260.98 ＞V svAsv bssv,min VkN 1 h0mm 0.20bcfcbh0 0.42ftbh0 AsvVb-0.42ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 69.82 0.43 28 101 236.2 125 69.82 0.42 28 101 239.0 125 54.80 0.84 28 101 120.1 100 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 8@100 750 8@100 750 8@100 600 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 8@200 0.202﹪ 0.177﹪ 8@100 0.404﹪ 0.177﹪ sv

Asv bssv,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80.30kN73.37kN，

hw4401.764 b2500.25bcfcbh0=0.25创1.014.3创250440=393.25kN 0.7ftbh0=0.7创1.43250?440110.11kN>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 左截面 47.24 440 603 204.65 62500 0.01 跨中截面 42.97 465 462 229.91 62500 0.01 右截面 26.76 440 402 173.90 62500 0.01 框架梁BC 左截面 15.64 340 402 131.53 50000 0.01 跨中截面 13.21 365 226 184.07 50000 0.01 MkkNm h0mm As(mm2) skMkN/mm2 0.87h0AsAs AteAte0.5bhmm2 te51

1.10.65ftktesk 0.462 16 0.532 14 0.349 16 0.107 16 0.390 12 deq=åånidi2nividi(mm) deqmaxcrskEs(1.9c0.08te)mm 0.174 0.205 0.112 0.026 0.108 其中：c25mm, Es2.0105N/mm2，若<0.2，取0.2，若te<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

N1989.26103轴压比N0.56N0.9，满足轴压比要求。

fcAc14.355028.1.2 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l0取下列二式中的较小值：

l0=轾1+0.15(yu+yl)H，l0=(2+0.2ymin)H 臌式中：yu、yl— 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、yl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161.211.0+0.7988.39%75%，yu==2.98，yl=0

218.860.6l010.152.9804.556.58m，l020.204.559.1m

取l0=6.58m

52

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197.221.0+0.7990.26%75%，yu==1.40，yl=0

262.190.6+0.68l010.151.4004.555.50m，l020.204.559.1m

取l0=5.50m

Nb=a1fcbxbh0=1.0创14.3500创0.55460=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 72.02 719.07 174.08 742.91 188.77 1262.98 145.36 870.3 框架柱B 225.31 894.14 21.95 1989.26 1808.95 ＜N，小偏压 251.99 11.03 MkNm NkN NbkN e0Mmm Neamm 1808.95＞N，大偏压 100.16 234.32 149.46 167.02 max﹛h/30,20﹜=20 120.16 254.32 6.58 2.49 2.41 13.16＜1 1.42 2.05 169.46 187.02 271.99 5.50 2.00 11.00＜1 1 0.90 31.03 eimm l0(m) 0.5fcAz1= Nl0 h21.150.010 l0112 ei1400hh012asmm 2lh1.47 1.22 1.34 1.30 1.21 2.65 80 100.57 387.06 103.90 521.23 176.64 436.37 121.72 453.93 125.05 538.89 292.17 Nmm 1fcbhe=hei+-as(mm) 2x53

xNe1fcbxh02AsAs fyh0as＜0 667.31 648.41 378.42 1003.54 ＜0 mm2Asminmm2 实配钢筋 2实配钢筋面积mm 0.35%×500×500=875 420 1257 M21.95KNm底层B柱，N1989.26KN为小偏压，

{NNbbNe0.431fcbh021fcbh01bh0as1989.261031808.951030.55 1989.26103292.170.431.014.350046020.80.55460400.277AsAsNe10.51fcbh02fyh0as1989.261030.27710.50.2771.014.35004602 30046040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

1.2119.231.0+1.01.0+0.7981.52%75%，yu==1.56，yl==1.40

175.520.6+0.680.6+0.68l010.151.561.403.65.20m，l020.21.403.68.21m

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 54

MkNm NkN NbkN e0MmmN eamm 708.69 1808.95 224.54 max﹛h/30,20﹜=20 244.54 5.20 2.52 10.40 eimml0(mm)z1= 0.5fcAN l0h 21.150.011l0h 21 l0112eih1400h0 2asmm1.23 Nmm1fcb he=hei+-as(mm)2 xNe1fcbxh02AsAsmm2 fyh0asx 40.00 99.12 511.44 568.10 Asminmm2实配钢筋 875 420 2实配钢筋面积mm 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B纵向受力钢筋按第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48.08%75%，l01.25H1.23.64.5m。

89.67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56.55%75%，l01.25H1.23.64.5m。

116.1855

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 NbkN e0MmmN eamm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 eimm l0(mm) 0.5fcAz1=N l0h 21.150.011l0h 2l0112ei1400hh0 2asmm1.72 1.15 1.11 Nmm1fcb he¢=hei-+as¢(mm) 2NeAsAsmm2 fyh0asx 80 19.22 ＜0 ＜0 26.49 221.92 333.63 22.24 379.42 478.91 Asminmm2实配钢筋 0.35%×500×500=875 420 2实配钢筋面积mm 1257 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 56

框架柱B VkN NkN 0.20fcbh0(kN) 0.3fcA(kN) Hn 2h090.58 1262.98 657.8＞V 1072.5＜N,取N1072.5 103.73 894.14 657.8＞V 1072.5＞N,取N894.14 4.40＞3，取3 146.40＞V 按构造要求配筋 136.41＞V 按构造要求配筋 1.05fbh0.056N 1t0Asvmm2 采用48复合箍筋。

轴压比c0.56，查表得v0.102，柱箍筋加密区的体积配箍率为：

vvfc14.30.1020.695%0.4%， fyv210201430430n1As1l1n2As2l2s134.6mm

l1l2v4304300.695%加密区箍筋间距还应满足构造要求，smaxmin8d,150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

HHmaxh,n,500max500,517,500517mm，取500mm，底层柱柱根取n1350mm。非

36加密区箍筋选48@200。

n1As1l1n2As2l2201430430v0.467%0.50.695%0.348%，满足要求。

l1l2s430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：

maxdeqcr1.9c0.08

Estesk其中acr=2.1，Es=2.0?105N/mm2，c=30mm

l0914，s1.0，ese0s1.0512.5125040722.51mm h57

f'0，

Z0.870.121fh460'0h00.870.1210460365.06mm

722.51e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

NskkAs3e262.7710722.511204.69N/mm2 11257z365.06teAsAs12570.010 Ate0.5bh0.550020.65ftk1.1deq=tesknidi21.10.652.010.362

0.01204.69åå4´202==20 nividi4创1.020maxcrdeq1.9c0.08Este0.169mm0.3mmsk204.69201.9250.082.10.3622.01050.01 满足要求。

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，取l0=6.0m,计算简图分别如图26、27所示。

图26 屋面次梁计算简图 图27 楼面次梁计算简图

58

屋面梁： 跨中弯矩 M=支座剪力 V=楼面梁： 跨中弯矩 M=支座剪力 V=11(g+q)l02=创24.746.02=89.06kNm 101011(g+q)l0=创24.746.0=72.44kN 2211(g+q)l02=创31.896.02=114.80kNm 101011(g+q)l0=创31.896.0=95.67kN 229.3 次梁截面承载力计算

9.3.1 次梁正截面承载力计算

min0.45ft1.430.450.215%0.2%，计算过程见表53。 fy300表53 连系梁正截面承载力计算

截面 屋面梁跨中 89.06 465 0.115 0.123 680.2 268.1 318 320 942 楼面梁跨中 114.80 465 0.149 0.162 895.3 MkNm h0mm as=M 2a1fcbh0x=1-As=1-2as a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 2实配钢筋面积mm 763

9.3.2 次梁斜截面承载力计算

sv,min0.24ft1.430.240.163%，计算过程见表54。 fy210表54 连系梁斜截面承载力计算

截面 屋面梁支座 72.44 415.59＞V 116.37＞V 楼面梁支座 95.67 V(kN) 0.25bcfcbh0(kN) 0.7ftbh0(kN)

59

按构造要求配筋，选用28@200的箍筋。

svAsv1010.202%sv,min，满足要求。 bs25020010 板截面设计

板的布置图如图28所示：

B1B1B1B1B1B1B1B1B1B1B2B2B2B2B2B2B1B1B1B1B1B1B1B1B1B1B1B1

图28 板的布置图

板厚为120mm。

B1

l260001.672 按双向板计算 l13600l272002.672 按单向板计算 l12700B2

10.1 B1计算

10.1.1 荷载计算

WB1 恒荷载设计值 g=1.25.35=6.42kN/m2

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

10.1.2 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

60

q=q/2=0.70/2=0.35kN/m2

LB1荷载 g= g+q/2=4.62+2.80/2=6.02kN/m2

q=q/2=2.80/2=1.40kN/m2

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 3.6/6.0=0.60 LB1 l0x/l0y 跨内 计算简图 + mx m=0 跨内 0.03676.770.08200.35kN/m2 0.03676.020.08201.40kN/m2 223.6m4.35kNm/m3.6m3.59kNm/m0.00766.770.02420.35kN/m2 0.00766.020.02421.40kN/m2 223.6m4.35kNm/m3.6m0.77kNm/m3.59+0.2?0.770.77+0.2?3.59my m=0.2 mmx() 3.74kNm/m 1.49kNm/m 4.35+0.2?1.034.56kNm/m mmy() 1.03+0.2?4.351.90kNm/m 计算简图 支座 0.07937.42KN/m23.6m 7.63kNm/m2mx' 0.07937.12KN/m3.6m 7.32kNm/m22my

'0.05717.12KN/m23.6m 5.27kNm/m20.05717.42KN/m23.6m 5.49kNm/m210.1.3 截面承载力计算

min0.45ft1.430.450.306%0.2%，计算过程见表56。 fy210表56 B1截面承载力计算

截面 WB1 跨中 支座 跨中 LB1 支座 61

lx 方向 ly 方向 1.49 lx 方向 7.32 ly 方向 5.27 lx 方向 4.35 ly 方向 1.03 lx 方向 4.56 ly 方向 1.9 MkNm bmm h0mm as=M a1fcbh023.74 1000 100 0.026 0.027 180.5 90 0.013 0.013 79.3 100 0.051 0.053 358.0 90 0.045 0.047 285.5 100 0.03 0.031 210.4 90 0.009 0.009 54.7 100 0.032 0.032 220.7 90 0.016 0.017 101.4 x=1-1-2as axfbhAs=1c0(mm2) fyAsminminbhmm2 实配钢筋 2实配钢筋面积mm 367.7>As 10@200 393

10.2 B2计算

10.2.1 荷载计算

荷载同B1荷载。

10.2.2 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。

图29 WB2计算简图 图30 LB2计算简图

屋面板 跨中弯矩 M=楼面板 跨中弯矩 M=11(g+q)l02=创7.122.72=5.19kNm 101011(g+q)l02=创7.422.72=5.28kNm 101010.2.3 截面承载力计算

min0.45ft1.430.450.306%0.2%，计算过程见表57。 fy210表57 B2跨中配筋计算

截面 WB2 跨中 62

LB2 跨中 MkNm bmm h0mm as=M 2a1fcbh05.19 1000 100 0.036 0.037 251.8 367.7>As 5.28 0.037 0.038 256.3 x=1-As=1-2as a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 2实配钢筋面积mm 10@200 393

另外在板的长边方向配10@200(As=393mm2)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150mm´300mm。楼梯上均布荷载标准值qk=2.5kN/m2。楼梯结构平面布置图如图31所示，剖面图如图32所示。

TB-3TL-1TB-1TB-2TL-3KL-1TL-2TB-3TL-2KL-1TB-1TB-2TL-3TL-1

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

63

骣11÷斜板厚度通常取t=ç~÷=(110~132)mm， 图33 踏步板 çç桫3025÷取t=120mm，如图33所示。 c=150mm cosa=30022(150)+(300)=0.894

计算时板厚取h=ct150120+=+=209mm 2cosa20.8941000mm?209mm，有效高度

取1m宽斜向板带作为计算单元。踏步板截面尺寸b?hh0=209-20=189mm。

11.2.2 荷载计算

恒荷载

创0.20?9125kN6.2m踏步板自重： 1.2 7创10=.7陶瓷地砖面层： 1.2创10.=15粉刷石膏砂浆板底抹灰： 1.20kN.84m k0N.18m

kN/m g=7.29 创12.=5活荷载 q=1.43.kN50m

kN/m总计 g+q=10.79

11.2.3 内力计算

踏步板计算简图如图34所示。 跨中弯矩

M=1110.793.52=13.22kNm 图34 踏步板计算简图 (g+q)l02=创101011.2.4 配筋计算

M13.22´106as===0.026 22a1fcbh01.0创14.31000?189x=1-1-2as=1-1-2?0.0260.026As=a1fcbxh01.0创14.31000创0.026189==337.5mm2 fy210ft1.430.450.306%0.2% fy210min0.45Asmin=rminbh=0.306%创1000209=640.4mm2，AsAsmin，按构造要求配筋。

64

踏步板选用10@120(As=654mm2)的受力钢筋，另外在短边方向配置10@200(As=393mm2)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

l0yl0x=3.475=2.17>2 按单向板计算。平台板计算跨度l0=1.6m 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?h1000mm?120mm，有效高度h0=120-20=100mm。

11.3.2 荷载计算

恒荷载

创0.12?1平台板自重： 1.225kN3.6m0

k0N.84m

创10.=70陶瓷地砖面层： 1.2创10.=15粉刷石膏砂浆板底抹灰： 1.2k0N.18m

kN/m g=4.62 创12.=5活荷载： q=1.4k3.N5m

kN/ m荷载总计 g+q=8.1211.3.3 内力计算

平台板计算简图如图35所示。 跨中弯矩

M=11(g+q)l02=创8.121.62=2.08kNm 图35 平台板计算简图 101011.3.4 截面承载力计算

M2.08´106as===0.015 22a1fcbh01.0创14.31000?100x=1-As=1-2as=0.015a1fcbxh01.0创14.31000创0.015100==99.8mm2 fy21065

min0.45ft1.430.450.306%0.2% fy210Asmin=rminbh=0.306%创1000120=367.7mm2，AsAsmin，按构造要求配筋。 平台板选用10@200(As=393mm2)的受力钢筋，另外在长边方向配置10@200(As=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l0取ln+a=3.225+0.25=3.475m与1.05ln1.053.2253.386m的较小值，取

l0=3.386m。

平台梁计算截面尺寸b?h200mm?400mm，有效高度h0=400-35=365mm。

11.4.2 荷载计算

平台梁自重： 1.2创0.2(0.4-0.12)?251.68kN/m

3.3÷÷=19.96kN/m 2÷1.4÷=7.31kN/m ÷÷20.14kN/m

骣踏步板传来： 10.79?ç0.2çç桫骣平台板传来： 8.12?ç0.2çç桫0.2+(0.4-0.12)?2粉刷石膏砂浆抹灰： 1.2创0.15轾臌荷载设计值： p=29.09kN/m

11.4.3 内力计算

计算简图如图36所示。 跨中弯矩

M=11pl02=创29.093.3862=33.35kNm 1010支座剪力 图36 平台梁计算简图 V=11pl0=创29.093.386=49.25kN 2211.4.4 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¢按倒L形截面计算：

66

按梁的跨度考虑： bfl03386564mm 66sn1400200900mm 22按翼缘宽度考虑： bfbhfh0按翼缘高度考虑： 1200.330.1，bf¢不存在 365bf¢取三者较小值，取bf¢=564mm。

当x=hf¢时，

骣hf¢÷ç÷çⅱ÷a1fcbfhfçh0-=1.0创14.3564创120÷ç÷2÷ç桫骣120÷ç365-÷çç桫2÷ =295.19kNm>M=33.35kNm

因此截面按第一类T形截面计算。

33.35´106as===0.031 221.0创14.3564?365a1fcbf¢h0Mx=1-As=1-2as=0.032=1.0创14.3564创0.032365=314.0mm2，

300a1fcbf¢xh0fymin0.45ft1.430.450.215%0.2% fy300Asmin=rminbh=0.215%创200400=171.6mm2，As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

Vc=0.7ftbh0=0.7创1.43200?36573.07kN>V=49.25kN

按构造要求配置箍筋，选用28@250(As=251mm2)的箍筋。

svAsvf1011.430.202%，sv,min0.24t0.240.163% bs200250fy210svsv,min，满足要求。

11.5 其它梁、板设计

67

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-2JC-1 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?2.8340.39kNm

-1268.65kN

N1k=-1030.15-222.34-0.6?26.93V1k=-5.09-12.03-0.7?2.17-18.64kN

底面外纵墙和基础梁传来（偏心力）：N2k=-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，V1=8.61kN

Mmax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?2.0668

-40.78kN?m

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

V1k=3.34+14.85+0.6?1.6319.17kN

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： M1=21.95kNm，N1=-1989.26kN，V1=-6.37kN Nmin及相应的M、V：Mmax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 40.39 -1268.65 -18.64 -49.58 表59 基础顶面作用力的基本组合

A轴 38.43 -1631.22 -19.1 -33.72 -1416.37 8.61 -59.5 55.22 -1491.78 -25.08 21.95 -1989.26 -6.37 -66.58 B轴 -56.53 -1753.4 26.4 B轴 -40.78 -1558.53 19.17 -55.48 M1kkNm N1kkN V1kkN N2kkN M1kNm N1kN V1kN N2kN 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/m3 假定基础宽度b3m，

69

fafakd0d0.52801.0201.10.5292kN/m2 12.2.1.3 基础尺寸

先按轴心荷载作用下，估算基底面积：

AN1kN2k1268.6549.584.88m2

faGd292201.15.86m2

考虑偏心影响，将基底面积增加20%，即A=1.2?4.88选用正方形截面：l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。

1-111JC-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

121bl=创2.52.52=2.60m3 66基础底面抗弯刚度W=PkmaxPkmin=邋FAk?MkW1455.7357.77?6.252.6070

255.14 kN/m2 210.7022Pkmax=255.14kN/m<1.2fa=350.40kN/m

11(Pkmax+Pkmin)=(255.14+210.70)=232.92kN/m212.2.3 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 ，N11631.22kN ，V119.10kN，N259.50kN

NN1N21631.2259.501690.72kN

M1M1V10.6N20.12538.4319.100.659.500.12557.33kNm

PjmaxPjmin=NM?AW1690.7257.33?6.252.60292.56 kN/m2 248.46（2）M155.22kNm ，N11491.78kN ，V125.08kN，N259.50kN

NN1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

PjmaxPjmin=NM?AW1551.2877.71?6.252.60278.09 kN/m2 218.32PjmaxPj1Pjmin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

骣骣laclac鼢Al=珑--h++h0 =珑0鼢鼢珑桫桫2222骣骣2.50.52.5鼢珑--0.56?鼢珑鼢桫2珑桫222 5940.m0.5+0.56=0.906m22

A2a60.50.560.5ch0h0Fl=PjmaxAl=292.56?0.906265.06kN

0.7ftA2=0.7创1.430.594?103冲切验算满足要求。

594.59kN>Fl

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。

pj1292.56248.461.5248.46274.92kN/m2 2.571

MI==12(l-ac)(2b+bc)(pjmax+pj1)48274.92)

12?(2.50.5)创(22.5+0.5)?(292.5648=260.10kNmMI260.10´106A===1720.24mm2

0.9fyh00.9创300560As=A1720.24==688.10mm2/m b2.5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。

12.3 B柱基础的计算

12.3.1 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。 12.3.1.1 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/m3 假定基础宽度b3m,

fafakd0d0.52801.0201.10.5292kN/m2 12.3.1.3 基础尺寸

先按轴心荷载作用下，估算基底面积：

A2N1kN2k21558.5355.4811.96m2

faGd292201.114.35m2

考虑偏心影响，将基底面积增加20%，即A=1.2?11.96取b2.7m，l5.4m，实际基底面积为14.58m2。b3m,与假设相符，地基承载力不必对宽度进行修正。

初步确定基础高h600mm。基础尺寸如图40所示。

72

1-122-2112JC-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

FMkk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

0

=PkmaxPkmin邋FAk?MkW3548.78?014.58243.40 kN/m2 243.4022Pkmax=243.40kN/m<1.2fa=350.40kN/m

1(Pkmax+Pkmin)=243.40kN/m212.3.3 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。

73

NN1N21989.2666.582055.84kN

PjmaxPjmin=NM?AW2´2055.84?015.48282.01 kN/m2 282.0112.3.4 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。

图41 基础梁的计算简图基础梁计算简图如图41所示。

507.30其中，悬臂部分长2700675mm，取700mm。 4186.55186.55l04.1m。

图42 基础梁的M图（单位：KN·m）基础梁弯矩图和剪力图分别如图42、43所示。

1027.93基础梁计算截面尺寸b?h12.3.4.1 正截面承载力计算

600mm?1100mm。

533.00minf1.430.45t0.450.215%0.2%

fy300533.001027.93图43 基础梁的V图（单位：KN）计算过程见表60。

表60 基础梁正截面承载力计算

截面 跨中 507.30 1060 0.053 0.054 ＜0.55 1639.6 1415.7 222+320 支座 186.55 1060 0.019 0.020 ＜0.55 592.4 MkNm h0mm as=M 2a1fcbh0x=1-As=1-2as a1xfcbh0mm2) (fy实配钢筋 Asminminbhmm2 2实配钢筋面积mm 520 1571 1702

12.3.4.2 斜截面承载力计算

sv,min0.24

ft1.430.240.163%，计算过程见表61。 fy21074

表61 基础梁斜截面承载力计算 截面 支座左截面 533.00 支座右截面 1027.93 2273.7＞V 636.64＞V ＜0 58 251 构造要求 58@170 636.64＜V 1.41 58 251 178.5 58@170 VkN 0.25bcfcbh0 0.7ftbh0 AsvV-0.7ftbh0 =S1.25fvyh0箍筋选取 Asv(mm2) smm 实配箍筋

sv 0.246﹪ 0.163﹪ sv,min 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。

l02.70.61.05m，计算简图如图44所示。 2图44 底板的计算简图底板弯矩图和剪力图分别如图45、46所示。

M11pjl02282.011.052155.46kNm 22155.46图45 底板的M图（单位：KN·m）Vpjl0282.011.05296.11kN0.7ftbh0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h0560mm

M155.46106As1028.2mm2

0.9fyh00.9300560min0.45ft1.430.450.215%0.2%， fy300Asmin=rminbh=0.215%创1000560=1201.2mm2，As选用14@125(As=1232mm2)的受力钢筋，另一方向选用10@200(As=393mm2)的分布钢筋。

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