课程设计报告计算书[60米]

第一篇轻工业厂房设计资料
1.1工程概况
本工程为上海市某轻工业厂房，位于上海市某开发区。

厂房横向跨距6米，共两跨；纵向跨距10米，总长60米；建筑高度8.7米；其中底层层高4.5米；二层层高4.2米。

1.2建筑说明
1.2.1标高
本工程室内外高差0.3米
1.2.2墙体工程
外墙：240厚粘土多孔砖，20厚1：2.5水泥沙浆掺5%防水剂打底，10厚1：1水泥沙浆胶底层，防水型外墙喷涂（白色）。

内墙：190厚粘土多孔砖，（1）20厚1：1：6水泥石灰砂浆打底，乳胶漆 (2)卫生间：15厚1：3水泥砂浆打底；10厚1：1水泥砂浆粘接层；釉面砖贴面。

1.2.3楼地面工程
1.2.3.1生产车间地面
3mm厚环氧树脂硬化地坪
150mm厚钢筋混凝土随捣随压光
0.15厚聚苯乙烯薄膜
100厚C15混凝土垫层
素土夯实
1.2.3.2办公地面
10厚地砖铺实拍平，水泥浆擦缝（卫生间为防滑瓷砖） 20厚1：4干硬性水泥砂浆，面上撒素水泥
120mm厚钢筋混凝土随捣随压光
0.15厚聚苯乙烯薄膜
100厚C15混凝土垫层
素土夯实
1.2.3.3生产车间楼面
3mm厚环氧树脂硬化地坪
钢筋混凝土楼板随捣随压光
1.2.3.4办公楼地面
2.0厚塑料地板，专用胶粘剂粘结
30厚1 :2水泥砂浆找平
1.2.3.5卫生间楼地面
10厚防滑瓷砖，水泥浆擦缝
20厚1：4干硬性水泥砂浆，面上撒素水泥
钢筋混凝土随捣随压光
1.2.4屋面工程
不上人屋面做法：40厚C20细石混凝土内配Ø4@150，每6米设缝嵌建筑胶，APP高聚物改性沥青防水卷材4.0mm厚刷基层处理剂一道，25厚硬质聚氨脂泡沫板保温层，20厚1:2.5水泥砂浆找平层，1:8水泥砂浆加气混凝土碎渣建筑找坡2%，最薄处30厚，屋面钢筋混凝土现浇板，板底20厚1:1:6水泥石灰砂浆，刷乳胶漆
1.2.5楼梯做法
20厚塑料地板，20厚1:2水泥砂浆找平，钢筋混凝土板，20厚1:1:6水泥石灰砂浆打底，乳胶漆
1.2.6雨蓬做法
30厚防水砂浆面层，钢筋混凝土现浇板，20厚1:1:6水泥砂浆板底抹灰，乳胶漆
1.2.7门窗
采用90系列铝合金门窗
1.3 结构说明
1.3.1本工程按7度抗震设防
1.3.2本工程基本风压 0.55KN/M2
1.3.3楼面活荷载标准值（KN/M2）
荷载性质类别屋面荷载楼面荷载楼梯荷载
活荷载使用荷载0.7 2.0 3.5 雪荷载0.3
1.3.4构件的选型
本工程主梁的跨度为10米，次梁的跨度为6米横向框架内布置叁根次梁，板的跨度为2米。

楼板的尺寸选定：按厚度比要求
h≥2000/40=50mm
同时h≥70mm 取h=100mm
框架横梁尺寸选定：
h=L/8∽L/12 取h= L/10=6000/10=600mm b= h/2∽h/3 取b=250mm
纵向联系梁：h=L/12=10000/12=833mm，取h=800mm
b= h/2∽h/3 取b=300mm
次梁： h=L/15∽L/20=10000/（15∽20）=600mm b= h/2∽h/3=250mm
柱截面全高取 600×600mm
第二篇荷载标准值计算
2.1结构计算简图，持力层选定为第二层，选定基础顶面至±0.000为0.9米，得底层层高为5.4米。

结构计算简图（单位：10-3E）见附图（一）
2.1.1线刚度计算
AB.BC跨梁i=2E×0.3×0.63/(12×6)=1.8×10-3E
二层柱i=E×0.6×0.63/(12×4.2)=2.57×10-3E
一层柱i=E×0.6×0.63/(12×5.4)=2×10-3E
2.2恒载计算
2.2.1屋面恒荷载
40厚C20细石混凝土内配Ø4@150 0.04×25=1
APP防水卷材4mm厚
25厚硬质聚氨脂泡沫板保温层 0.025
20厚1:2水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4
1:8厚水泥加气混凝土碎渣找坡 0.19×7.5=1.425
100厚钢筋混凝土现浇板 0.1×25=2.5
20厚板底抹灰，乳胶漆 0.02×17=0.34
屋面恒荷载 5.69 KN/M2 2.2.2屋面框架梁荷载
框架梁自重 0.3×0.6×25=4.5
抹灰 0.02×(0.7×2+0.25)×17=0.56
屋面框架梁线荷载 5.06 KN/M 2.2.3屋面框架梁集中荷载标准值
2.2.
3.1边节点
纵向框架梁自重 0.25×0.75×10×25=46.88
抹灰 0.02×(0.65×2) ×10×17=4.42 纵梁传来屋面自重 1×10×5.69=56.9
边节点受集中荷载 108.2 KN
2.2.
3.2中节点
纵向框架梁自重 0.25×0.75×10×25=46.88
抹灰 0.02×(0.65×2+0.25) ×10×17=5.27 纵梁传来屋面自重 56.9×2=113.8
中节点受集中荷载 165.95 KN 2.2.3.3次梁节点处
次梁自重 0.25×0.6×10×25=37.5
抹灰 0.02×(0.5×2+0.25) ×10×17=4.26 次梁传来屋面荷载 2×10×5.69=113.8
次梁节点处受集中荷载 155.56 KN 2.2.4楼面恒荷载
3mm厚环氧树脂硬化地坪
100厚现浇钢筋混凝土板 0.1×25=2.5
20厚板底抹灰、刷乳胶漆 0.02×17=0.34
楼面恒荷载 2.84 KN/M2
2.2.5楼面框架线荷载标准值
框架梁自重 0.3×0.6×25=4.5
抹灰 0.02×(0.7×2+0.25)×17=0.561
楼面框架梁线荷载 5.061 KN/M 2.2.6楼面框架节点集中荷载标准值
2.2.6.1边节点
边跨纵向框架梁自重0.25×0.75×10×25=46.88
抹灰 0.02×(0.65×2) ×10×17=4.42
纵梁传来楼面自重 1×10×2.84=28.40
外墙自重0.24×(4.2-0.8)×(10-0.6)×19=145.74
扣窗 -0.24×(5.4×2.4)×19=-59.1
铝合金窗 5.4×2.4×0.45=5.83
外墙抹灰（0.02+0.03）×(3.45×8.4-5.4×2.4)×17=13.62
柱自重 0.6×0.6×4.2×25=37.8
柱抹灰 4.2×(0.02×0.6×3+0.03×0.6)×17=3.86
边节点受集中荷载 227.49 KN
2.2.6.2中节点
纵向框架梁自重 0.25×0.75×10×25=46.88
抹灰 0.02×(0.65×2) ×10×17=4.42 纵梁传来楼面自重 2×10×2.84=56.8
柱自重 0.6×0.6×4.2×25=37.8
柱抹灰 0.02×0.6×4×17×4.2=3.43
中节点受集中荷载 149.33 KN
2.2.6.3次梁节点
次梁自重 0.25×0.6×10×25=37.5
抹灰 0.02×（0.25+0.5×2）×17=3.83
次梁传来楼面荷载 2×10×2.84=56.8
次梁处集中荷载 98.13 KN
2.3活荷载标准值计算
屋面活荷载标准值为0.7KN/M2,雪荷载0.3KN/M2,两者不能同时考虑,取大值0.7KN/M2;楼面活荷载标准值为2.0 KN/M2。

可得：屋面板传于主梁活荷载集中力：
边节点：P a2=P c2=1×10×0.7=7 KN
中节点：P中2=2×10×0.7=14 KN
楼面板传于主梁活荷载集中力：
边节点：P a1=P c1=1×10×2=20 KN
中节点：P中1=2×10×2=40 KN
恒荷载作用下计算简图见附图（二）
活荷载作用下计算简图见附图（三）
2.4风荷载计算：
基本风压 w0=0.55 KN/M2
风载体形系数μs=1.3
风震系数ßz =1.0
风压高度系数见下表
风压标准值计算公式： w k=ßzμsμz w0
P w=w k A
层次ßzμs Z μz w0 A P w
2 1.0 1.
3 9 1 0.55 37.8 25.95
1 1.0 1.3 4.8 0.96 0.55 43.
2 30.89
风荷载作用下计算简图见附图（四）
pw2=25.95 pw1=30.89
第三篇 板、次梁计算
3.1 屋面板配筋计算
3.1.1屋面板布置（见附图六）
3.1.2屋面荷载计算：（取1M 板带为计算单元） 恒载：g=5.69×1.2×1=6.8 KN/M 活载：q=1.4×0.7×1=0.98 KN/M
g+ q=6.8+0.98=7.78 KN/M,取7.8 KN/M 跨度计算：
边跨：l o1=2000-300=1700mm
中跨：l o2=2000-300=1700mm 按五等跨连续板计算。

屋面荷载计算简图见附图（七）
7.8KN/M
B A 1
2
C 3
C B 2
A
1
弯距设计值：查表得弯距系数αm 分别为：
端支座-1/16；边跨中1/14；离端第二支座 -1/11；中跨中1/16；中间支座-1/14。

M A=-1/16×7.8×1.72=-1.41 KN.M
M1=1/14×7.8×1.72=1.61 KN.M
M B=-1/11×7.8×1.72=-2.04 KN.M
M2=- M A =1.41 KN.M
M C=- M1 =-1.61 KN.M
正截面受弯承载力计算
板厚 100mm，h0=100-20=80mm b=1000mm
C25混凝土α1=1.0 fc=11.9 KN/M2
HPB235钢筋 fy=210 KN/M2
板配筋计算过程列于下表：
截面 A 1 B 2 C 3
M -1.41 1.61 -2.04 1.41 -1.61 1.41
αs0.0181 0.0211 0.0267 0.0181 0.0211 0.0181
ζ0.0183 0.0213 0.0271 0.0183 0.0213 0.0183
边跨
计算As 84.78 96.80 122.66 84.78 96.80 84.78
实际配筋
（mm2）
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
中跨
计算As 84.78 96.80 122.66
0.8×
84.78=67
.824
0.8×
96.80=77
.45
0.8×
84.78=67
.824 实际配筋
（mm2）
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
Ø8@180
279mm2
注：为施工方便，统一选配Ø8@180，分布筋Ø6@180。

对轴线②-⑥轴间的板带，其跨中截面2，3的弯距设计值可折减20%。

计算结果表明，ζ均小于0.35，符合塑性内力重分布的原则，
As/bh=279/(1000×100)=0.279%,此值大于0.45ft/fy=0.45×
1.27/210=0.27%;可以；同时此值大于0.2%,符合要求。

3.2楼面板配筋计算
3.2.1楼面荷载计算
恒载： g=1.2×2.84×1=3.41 KN
活载： q=1.4×2.0×1=2.8 KN
g+q=3.41+2.8=6.21 KN 取6.5 KN
配筋计算过程及结果同屋面板。

3.3屋面纵向中间框架配筋计算
3.3.1屋面次梁荷载
恒载设计值
板传来的恒荷载： 5.69×2=11.38
次梁自重： 0.25×0.6×25=3.75
次梁抹灰： 0.02×(0.6×2+0.25) ×17=0.49
小计： 15.62KN/M
恒载设计值： g=1.2×15.62=18.74KN/M
活载设计值： q=0.98×2=1.96 KN/M
g+q=18.74+1.96=20.70 KN/M
3.3.2计算简图
计算跨度：边跨 l01=10000-240-250=9510mm,中间跨
l01=10000-600=9400mm,因跨度相差小于10%，可按等跨连续梁计算，
屋面次梁计算简图见附图（八）
A
1
B
2
C
C
3
2
B
1
A
g+q=20.70KN/M
3.3.3内力计算
3.3.3.1查表得弯距系数αm 分别为： 端支座：-1/24，边跨中：1/14 离端第二支座：-1/11， 离端第二跨跨中：1/16 中间支座：-1/14， 中间跨跨中： 1/16 弯距设计值：
M A =-1/24×20.70×9.512=-78.00 KN.M M 1=1/14×20.70×9.512=133.72 KN.M M B =-1/11×20.70×9.42=-166.28 KN.M M 2=M 3 =1/16×20.70×9.42 =114.32KN.M M C =- M 1=-133.72 KN.M 3.3.3.2剪力设计值
V A =0.5×20.70×9.51=98.43 KN
V BL=0.55×20.70×9.4=107.02 KN
V BR=107.02 KN
V C1=107.02 KN
V CR=107.02 KN
3.3.4承载力计算
3.3.
4.1正截面受弯承载力
b’f=l/3=10000/3=3333mm
b’f=b+s n=300+1700=2000mm
取b’f较小值，即b’f=2000mm
C25混凝土：α1=1.0
fc=11.9 KN/MM2
ft=1.27 KN/MM2
纵向HRB400钢筋：fy=360 KN/MM2
箍筋HPB235： fyv=210 KN/MM2
α1 fc b’f h’f(h o-h’f/2)=1.0×11.9×2000×100×(715-50)=1582.7 KN.M > Mu
故跨内截面均属第一类T形截面
正截面计算过程列表如下：（注：C表示HRB400）截面 A 1 B 2 C 3 M -78 133.72 -166.28 114.32 -133.72 114.32 αS0.064 0.01 0.014 0.009 0.01 0.009 ζ0.066 0.01 0.014 0.009 0.01 0.009 As(mm2) 312 524 652 444 524 444
选配钢筋
2C16
402mm2
3C16
603 mm2
4C16
804mm2
2C16
402 mm2
3C16
603 mm2
2C16
402 mm2
2.3.4.2斜截面受剪承载力
验算截面尺寸：
h w= h o-h’f=715-100=615mm
h w/b=615/300=2.05<4属厚腹梁，
截面尺寸按下式验算：
0.25βc f c bh0=0.25×1×11.9×300×
715=638.1KN>V max=107.02KN
截面尺寸符合要求。

0.7 f t bh0=0.7×1.27×300×715=190.69KN>107.02KN故可按箍筋的最小配筋率设置箍筋，取Ø8@150,沿梁长不变。

ρsv=A sv/bs=101/300×150=0.22%
配筋率下限：
ρmin=0.3ft/fy=0.3×1.27/210=0.18%
ρsv>ρmin, 满足要求。

3.4楼面次梁配筋设计
3.4.1楼面荷载计算
恒载设计值：次梁自重 3.75
抹灰 0.49
板传来的恒载2.84×2 5.68 小计： 9.92KN/M
恒载设计值：g=1.2×9.92=11.90 KN/M
活载： q=1.4 ×2×2=5.6 KN/M
g+q=11.90+5.6=17.50 KN/M
楼面次梁配筋按屋面次梁设计配筋；取楼面次梁进行最不利设计。

3.5次梁最不利设计
3.5.1求B支座Mmax及支座剪力，活荷载布置在1,2,4跨
3.5.1.1求固端弯距（查表）及剪力
M B=-0.105gl2-0.119ql2
=-0.105×11.90×9.512-0.119×5.6×9.512=-173.27KN M V BL=-0.606gl-0.620ql
=-0.606×11.90×9.51-0.62×5.6×9.51=101.60KN M
V BR=0.526×11.90×9.4+0.598×5.6×9.4=90.32KN M
3.5.2求跨中Mmax时，活载布置在1，3，5跨；
3.5.2.1求固定端弯距及剪力
M B=-0.105gl2-0.053ql2
=-0.105×11.9×9.42-0.053×5.6×9.42=136.63 KN
V BL=-0.606gl-0.553ql
=-0.606×11.9×9.4-0.553×5.6×9.4=96.90 KN
V BR=0.526gl+0.013ql
=0.526×11.90×9.4+0.013×5.6×9.4=59.52 KN
3.5.3截面配筋计算
3.5.3.1梁正截面配筋 M B=-173.27<-166.28 11.9/360=770mm2
原4C16满足要求。

3.5.3.2梁斜截面配筋
按原设计的剪力值均大于最不利设计时的剪力值，故原设计的斜截面配筋不需调整，仍按Ø8@150，沿梁长通长配置。

第四篇框架结构内力计算
4.1恒载作用下内力
4.1.1计算简图（见附图二）
4.1.2计算各节点分配系数
屋面A2点： S A2B2=4×3.2=12.8
S A2A1=4×0.9×2.57=9.25
则：μA2B2=12.8/(12.8+9.25)=0.58
μA2A1=0.42
B2点： S B2A2=12.8
S B2C2=12.8
S B2B1=4×0.9×2.57=9.25
则：μB2A2=0.37
μB2C2=0.37
μB2A2=0.26
楼面A1点： S A1A2=2×2.57×0.9=4.63
S A1A0=4×2=8
S A1B1=4×3.2=12.8
则：μA1A2=4.63/(4.63+8+12.8)=0.18
μA1A0=0.31
μA1B1=0.51
楼面B1点： S B1A1=12.8
S B1C1=12.8
S B1B2=9.25
S B1B0=8
则：μB1A1=0.3
μB1C1=0.3
μB1B2=0.22
μB1B0=0.18
4.1.3求各节点固定端弯距
4.1.3.1屋面
M A2B2=-1/12gl2-1/8Pl-9/16Pl-3/64Pl
=-1/12×5.06×62-1/8×155.56×6-9/64×155.56×6-3/64×155.56×6=-306.855 KN.M
M B2A2=306.855 KN.M
M B1C1=-306.855 KN.M
M C1B1=306.855 KN.M
4.1.3.2 楼面
M A1B1=-1/12gl2-5/16Pl
=-1/12×5.06×62-5/16×98.13×6=-168.81 KN.M M B1A1=168.81 KN.M
M B1C1=168.81 KN.M
M C1B1168.81 KN.M
4.1.4 用分层法求弯距图
4.1.4.1 屋面
0.42 0.58 0.37
-306.855 306.855 128.875 177.98 88.99
-73.23
-146,46
30.76 42.47 21.24
-3.93 -7.86
1.65
2.28 1.14
-0.21 -0.42
0.09 0.12 0.06
161.38 161.38
263.55
1/3
53.79
4.1.4.2楼面
13.14
1/3
39.43
0.01
0.33
8.7
30.39
0.1
8
0.51 0.3
0.31 -168.81 168.81
81.88
86.931 43.05
-31.78
-63.56
16.2 16.2 8.1
-1.22
-2.43
0.6 0.62 0.31
-0.05 -0.09
0.02 0.01
0.03
-98.09 154.2
98.71
1/2
47.61
4.1.4.3节点不平衡弯距再分配
A2
0.42 0.58
179.8 -161.38
-7.74 -10.68
172.06 -172.06
A1
0.31 0.18 0.51
98.71 66.73 -98.09
-20.88 -12.12 -34.35
77.83 54.61 132.44
注：C1，C2节点同A1，A2节点
4.1.4.4弯距图、调幅后弯距图
4.1.4.4.1弯距图（见附图九）：恒载作用下M图（KN.M）
图中集中荷载处弯距值计算
屋面：
M11=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[172.06+(329.88-172.06)/4]=3/3 2×6.58×82+3/16×139.64×8+1/8×139.64×8+1/16×139.64×8-242=216.38 KN.M
M12=ql2/8+Pl/8+Pl/4+Pl/8-[212.73+(263.55-212.73)/2]=1/8×5.06×62+1/8×155.56×6+1/4×155.56×6+1/8×155.56×
6-238.14=251.31 KN.M
M13=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[172.06+3×
(263.55-172.06)/4]=3/32×5.06×62+3/16×155.56×6+1/8×155.56×6+1/16×155.56×6-240.68=126.41KN.M
楼面：
M11=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[132.44+(154.2-132.44)/4]=3/32
×5.06×62+3/16×98.13×6+1/8×98.13×6+1/16×98.13×
6-[132.44+(154.2-132.44)/4]=99.99KN.M
M12=1/8×5.06×62+
Pl/2-[132.44+(154.2-132.44)/2]=152.08 KN.M
M13=3/32×5.06×62+3/8×98.13×
6-[132.44+(154.2-132.44)/4]=99.99KN.M
4.1.4.4.2 调幅
取弯距调幅系数β=0.85 ,则
M A2B2= M C2B2=0.85×172.06=146.25 KN.M
M B2A2=0.85×263.55=224.02 KN.M
M B2C2=-224.02 KN.M
M A1B1= M C1B1=0.85×132.44=112.57 KN.M
M B1A1=-M B1C1=0.85×154.2=131.07 KN.M
集中荷载处弯距值计算
屋面:M11=3ql2/32+3Pl/8-[224.02+(224.02-146.25)/4]=3/32×5.06×62+3/8×155.56×6-243.46=123.63KN.M
M12=1/8×5.06×62+ 155.56×
6/2-[146.25+(224.02-146.25)/2]=304.32 KN.M
M13=3/32×5.06×62+3/8×155.56×6-[146.25+3×(154.2-132.44)/4]=215.40 KN.M
楼面：M11=3ql2/32+3Pl/8-[112.57+(131.07-112.57)/4]=3/32×5.06
×62+3/8×98.13×6-[112.57+(131.07-112.57)/4]=120.68 KN.M M12=1/8×5.06×62+ 98.13×
6/2-[112.57+(131.07-112.57)/2]=195.34 KN.M
M13=3/32×5.06×62+3/8×98.13×6-[112.57+3×
(131.07-112.57)/4]=111.43 KN.M
调幅后弯距图见附图（十）KN.M
4.1.4.5恒载作用下剪力计算
A2B2梁：
R A=Pl/2-(236.55-168.81)/8+3P/2
=5.06×6/2+3×155.56/2-(263.55-172.06)/8
=237.08 KN
R B=Pl/2+(263.55-172.06)/8+3P/2
=5.06×6/2+3×155.56/2+(263.55-172.06)/8
=259.96 KN
A1B1梁：
R A =Pl/2-(154.2-132.44)/8+3P/2
=5.06×6/2+3×98.13/2-(154.2-132.44)/8=110.59 KN R B =Pl/2+(154.2-132.44)/8+3P/2
=5.06×6/2+3×98.13/2+(154.2-132.44)/8=165.10 KN A 1A 2柱：（172.06+110.5）/4.2=67.28 KN A 1A 0柱：（77.83+47.61）/5.4=23.23 KN 恒载作用下简力图见附图（十一）
4.1.4.6恒载作用下轴力计算 4.1.4.6.1 柱自重
第二层柱： 0.6×0.6×4.2×25=37.8 KN 第一层柱： 0.6×0.6×5.4×25=48.6 KN 4.1.4.6.2 各梁、柱轴力计算
A 2节点：
B 2节点：
A 1节点： 108.2 237.08 67.28 165.95 259.96 259.96
67.28
67.28
B1节点：
恒载作用下轴力图见附图（十二）
345.28+37.8+227.49=610.57
67.28
110.59
44.05
22.58
721.16
649.83+37.8+138.52=826.15 165.10 165.10
44.05 44.05
1156.35
4.2活荷载作用下内力计算
4.2.1 计算简图见附图（三）
4.2.2 求各节点固定端弯距
屋面：M A2B2=-5/16Ql=-5/16×14×6=-26.25 KN.M M B2A2=26.25 KN.M
M B2C2=- M C2B2=-26.25 KN.M
楼面：M A1B2=-5/16Ql=-5/16×40×6=-75 KN.M
M B1A1=75 KN.M
M B1C1=- M C1B1=-75 KN.M
4.2.3 用分层法求弯距
4.2.3.1 屋面
0.42 0.58 0.37
-26.25 26.25
11.02 15.23 7.61
-6.26 -12.53
2.63
3.63 1.82
-0.34 -0.67
0.15 0.19 0.1
13.8 -13.8 22.58
1/3
4.6
4.1.4.3楼面
8.56
1/3
25.67
0.12
3.05
22.5
0.1
0.51 0.3
8
-75 168.81
0.31
38.25 19.13
36.75
-28.19 -56.38
13.91 14.38 7.19
-1.19 -2.37
0.58 0.61 0.31
51.24 -51.14
136.69
1/2
25.62
4.2.3.3 节点不平衡弯距再分配
A2节点：
0.42 0.58
20.26 -13.8
-2.71 -3.75
17.55 -17.55
A1节点：
0.18 0.51 0.31
5.43 -51.14 51.24
-1 -2.82 -1.71
4.43 -53.96 49.53
4.2.3.4 活荷载作用下弯距图（见附图十三）
注：括号中数字为考虑活荷载最不利布置时，采用满布荷载法，跨中弯距乘1.1增大系数。

图中集中荷载处弯距计算：
屋面：M11=3/8Pl-22.02=3/8×14×6-22.02=9.48 KN.M
M12=1/2Pl-23.69=1/2×14×6-23.69=18.31 KN.M
M13=3/8Pl-25.37=3/8×14×6-25.37=6.13 KN.M
楼面：M11=3/8Pl-62.22=3/8×40×6-62.22=22.78 KN.M
M12=1/2Pl-68.9=1/2×40×6-68.9=51.10 KN.M
M13=3/8Pl-75.58=3/8×40×6-75.58=14.42 KN.M 4.2.4 活荷载作用下剪力计算
A2B2梁：R A=3/2Q-(22.58-17.55)/8=3/2×14-0.63=20.37 R B=3/2×14+0.63=21.63 KN
A1B1梁：R A=3/2Q-(77.77-53.96)/8=3/2×40-2.98=57.02 R B=3/2×40+2.98=62.98 KN
A1A2柱：V A2=(17.55+4.43)/4.2=5.23 KN
A0A1柱：V A1=(49.53+26.11)/5.4=14.01 KN
活荷载作用下剪力图见附图（十四）
4.2.5活荷载作用下轴力计算
A2节点：
7 20.37
5.23
5.23
27.37
A1节点：
27.37+20
5.23
57.02 14.01
8.78
104.39
B1节点：
57.26+40
62.98 62.98
8.78 8.78
223.22
B2节点：
活载作用下轴力图见附图（十五）
4.2风荷载作用下内力计算
4.3.1计算简图（见附图四）
K2A=(3.2+3.2)/(2×2.57)=1.25
α2A.C=1.25/(2+1.25)=0.38
K2B=(3.2+3.2+3.2+3.2)/(2×2.57)=2.5
α2B.C=2.25/(2+2.5)=0.56
K1A=3.2/2=1.6
α1A.C=(0.5+1.6)/(2+1.6)=0.58
14
21.63 21.63
5.23 5.23
57.26
K1B=(3.2+3.2)/2=3.2
α1B.C=(0.+3.2)/(2+3.2)=0.71 柱剪力计算列表如下：
层数
A柱B柱
ΣD ΣF
柱剪力V K αc D K αc D V A V B
二 1.25 0.38 0.66 2.5 0.56 0.97 2.29 25.9
5
7.48
10.9
9
一 1.6 0.58 0.48 3.2 0.71 0.58 1.54 56.8
4
17.7
2
21.4
表中： D=αc×12i c/h j2
D2A=0.38×12×2.57/4.22=0.66
D2B=0.56×12×2.57/4.22=0.97
ΣD2R=0.66×2+0.97=2.29
D1A=0.58×12×2/5.42=0.48
D1B=0.71×12×2/5.42=0.58
ΣD1R=0.48×2+0.58=1.54
V2A=25.95×0.66/2.29=7.48 KN
V2B=25.95×0.97/2.29=10.99 KN
V1A=56.84×0.48/1.54=17.72 KN
V2B=56.84×0.58/1.54=21.4 KN
4.3.2用D值法求弯距
A2A1柱： y=0.45
M上=7.48×0.55×4.2=17.28 KN.M
M下=7.48×0.45×4.2=14.14 KN.M B2B1柱： y=0.45
M上=10.99×0.55×4.2=25.39 KN.M M下=10.99×0.45×4.2=20.77 KN.M A1A0柱： y=0.57
M上=17.72×0.43×5.4=41.15 KN.M M下=17.72×0.57×5.4=54.54 KN.M B1B0柱： y=0.55
M上=21.4×0.45×5.4=52 KN.M
M下=21.4×0.55×5.4=63.56 KN.M
左风荷载下弯距图见附图（十六）
图中梁端弯距计算及柱弯距计算：
A2节点、B2节点
M B2A2=3.2/(3.2+3.2) ×25.39=12.69 KN.M
M B2c2=12.7 KN.M
M C2B2=- M B2C2=-12.7 KN.M
A1节点、B1节点
M B1A1=3.2/(3.2+3.2) ×（52+20.77）=36.38 KN.M M B1c1=36.39 KN.M
M C1B1=- M B1C1=-36.39 KN.M
4.3.3风荷载下剪力图见附图（十七）
4.3.4风荷载下轴力图见附图（十八）
第五篇内力组合
框架梁内力组合（LA2B2）
截面类型恒载活荷载
风载
左风右风
控制截面1 2 3 4
M V M V M V M V
梁左-146.
25
237.0
8
-17.5
5
20.37 17.28 -3.75
-17
.28
3.75
梁中263.5
5
-84.4
6
29.38 -7.14 2.3 -3.75
-2.
3
3.75
梁右224.0
2
-237.
26
22.58
-21.6
3
12.69 -3.75
-12
.69
3.75
截面类型内力组合
1.2×恒载+1.4×活载 1.2×恒载+0.9×1.4×(活载+风载)
控制截
面
1+2 1+2 1+2 1+2+3 1+2+4 1+2+3/4
Mmax Mmin Vmax Mmax Mmin Vmax
梁左/ -200.
07
313.01 /
-219.3
9
314.89
梁中357.39 / -111.35 356.18 / -105.55 梁右300.44 / -314.99 313.26 / -316.69
截面类型恒载活荷载
风载
左风右风
控制截面1 2 3 4
M V M V M V M V
梁左-112.
57
110.5
9
-53.9
6
57.02 55.29
-11.4
6
-55
.29
11.46
梁中304.3
2
-50.5
7
82.61
-21.3
4
9.46
-11.4
6
-9.
46
11.46
梁右131.0
7
-165.
59
77.77
-57.3
4
36.39
-11.4
6
-36
.39
11.46
截面类型内力组合
1.2×恒载+1.4×活载 1.2×恒载+0.9×1.4×(活载+风载)
控制截
面
1+2 1+2 1+2 1+2+3 1+2+4 1+2+3/4
Mmax Mmin Vmax Mmax Mmin Vmax
梁左/ -210.
63
212.54 /
-272.6
6
218.99
梁中480.84 / -90.56 481.19 / -102.01 梁右266.16 / -278.98 301.13 / -285.4
柱号荷载
类型
恒载活载
风载
左风右风截面 1 2 3 4
A柱M上
77.83 49.53 -41.15 41.15
M下
47.61 26.11 -54.54 54.54 N -769.76 -104.39 15.25 -15.25 V -90.51 -19.24 17.72 -17.72
B柱M上
0 0 -52 52
M下
0 0 -63.56 63.56 N -1294.95 -202.76 0 0
V 0 0 21.4 -21.4
柱号荷载
类型
内力组合
1.2×恒载+1.4×活载
1.2×恒载+0.9×1.4×
(活载+风载)
NmaxM NminM
|Mmax|
N
NmaxM NminM
|Mmax|
N
截面1+2 1+2+4 1+2+3 1+2+4
A柱M上
162.74 / / 207.65 103.95 /
M下
93.68 / / 158.75 21.31 / N
1069.8
6
/ /
1074.4
6
1036.0
3
/ V 135.55 135.55
B柱M上
/ / / 72.8 / /
M下
/ / / 88.98 / / N
1837.8
/ /
1837.8
/ / V / 33.74
框架柱内力组合（二层）
柱号荷载
类型恒载活载风载
左风右风
截面 1 2 3 4
A柱M上172.06 17.55 -17.28 17.28 M下54.61 4.43 -14.14 14.14 N -363.10 -27.37 3.75 -3.75 V / / / /
B柱M上0 0 -25.39 25.39 M下0 0 -20.77 20.77
N -723.67 -57.26 0 0
V / / / /
柱号荷载
类型
内力组合
1.2×恒载+1.4×活载 1.2×恒载+0.9×1.4×
(活载+风载)
NmaxM NminM |Mmax|
N Nmax
M
NminM |Mmax|
N
截面1+2 1+2+4 1+2+3 1+2+4
A柱M上217.04 / / 250.36 206.81 250.36 M下71.73 / / 88.93 53.30 88.93 N 474.04 / / 474.93 465.44 474.93 V / /
B柱M上0 / / 35.55 -35.6 35.55 M下0 / / 29.08 -29 29.08
N 948.57 / 948.57 948.57 948.57 948.57
V / /
第六篇截面设计
6.1框架梁配筋
6.1.1L A2B2 ，钢筋拟选用HRB400，fy=360N/mm2
6.1.1.1框架梁正截面承载力计算
b’f=l/3=6000/3=2000mm
b’f=b+sn=300+(6000-480-250)=5270mm
h’f=100/(600-600)→+∞>0.1
故取b’f较小值。

即b’f=2000mm
内力取值 Mmax=357.39 KN.M
判别T型类别：
α1fc b’f h’f(h0- h’f/2)=1.0×11.9×2000×100×(540-100/2)=1166.2 KN.M
因357.39< 1166.2,故属于第一类T型截面
αs=M/α1fc b’f h02=357.39×106/(1×11.9×2000×5402)=0.051 ξ=1-(1-2αs)1/2=0.052 < ξb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.97
As=M/γs fy h0 =360×106/(0.97×360×540)=1909mm2
选配 6C22（As=2281mm2 ,排列方式：2C22/4C22）[C表示HRB400] 验算：ρ= As/b h0 =2281/250×540=1.69%
0.45ft/fy=0.45×1.27/360=0.16%
ρ >ρmin =0.2% 且ρ <ρmax =2.5%
符合要求
6.1.1.2梁左截面配筋
M=314.89 KN.M
αs=M/α1fc b’f h02=314.89×106/(1×11.9×250×5652)=0.33
ζ=1-(1-2αs)1/2=0.417 < ζb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.79
As=M/γs fy h0 =314.89×106/(0.9×360×565)=1720mm2
选配 4C25 （As=1964mm2）[C表示HRB400]
验算：ρ= As/b h0 =1964/250×565=1.39%
0.55ft/fy=0.55×1.27/360=0.19%
ρ >ρmin =0.25% >0.19% 且ρ <ρmax =2.5%
满足要求
6.1.1.3梁右截面
M=313.26KN.M
αs=M/α1fc b’f h02=313.26×106/(1×11.9×250×5402)=0.36
ζ=1-(1-2αs)1/2=0.47< ζb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.76
As=M/γs fy h0 =316.69×106/(0.76×360×540)=2143.5mm2选配 6C22 （As=2281mm2）[C表示HRB400]
验算：ρ= As/b h0 =2281/300×740=1.03%
0.55ft/fy=0.55×1.27/360=0.19%
ρ >ρmin =0.25% >0.19% 且ρ <ρmax =2.5%
满足要求
6.1.1.4 斜截面承载力
V=316.69 KN
h w /b=565/250=2.26 <4 属厚腹梁
截面尺寸验算：
0.25βc fcbh0=0.25×1×11.9×250×565=420.2 >V=316.69
截面尺寸符合要求。

箍筋数量：
该梁既受集中荷载又受自重的均布荷载，且集中荷载在两支座上引起的剪力值均占总剪力值的75%以上，故梁的左右两
半区段均应计算受剪承载力。

根据剪力变化情况，可将梁分为A1，12，23和3B四个区段来计算斜截面受剪承载力，如下图
A 1 2 B
2000 2000 2000
A1段：λ= a/ h0=2000/565=3.54
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×565=74.48KN <
V A =314.89 KN
必须按计算配置箍筋
V A=V CS= 1.75/(λ+1)f t bh0+ 1.0fyv×nA sv1/s h0
nA sv1/s h0=(314.89-74.48) ×103/(1.0×210×565)=2.026
ρsv,min=0.24ft/fyv=0.24×1.27/210=0.145%
选配A14@100 ,(A表示HPB235) 实有
nA sv1/s=(2×153.9)/100=3.078mm2/mm >2.026 mm2/mm(可以)
ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/100×250=1.23% >ρsv,min(可以)
12段：λ= a/ h0=4000/540=7.4 > 3 取λ=3
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×540=75.00 KN >
69.14 KN
注：节点按内力组合求得最大剪力，按构造配筋，为施工方便，梁沿全长方向配筋，规格统一，故选配A14@200,(A表示HPB235) ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/200×250=0.616% >ρsv,min(可以) 2B段：λ= a/ h0=2000/540=3.7> 3 取λ=3
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×565=74.48KN <
V A =314.89 KN
必须按计算配置箍筋
V A=V CS= 1.75/(λ+1)f t bh0+ 1.0fyv×nA sv1/s h0
nA sv1/s h0=(314.89-74.48) ×103/(1.0×210×565)=2.026
ρsv,min=0.24ft/fyv=0.24×1.27/210=0.145%
选配A14@100 ,(A表示HPB235) 实有
nA sv1/s=(2×153.9)/100=3.078mm2/mm >2.071 mm2/mm(可以)
ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/100×250=1.23% >ρsv,min(可以)
6.1.2 L A1B1钢筋拟选用HRB400 ，fy=360 N/mm2
6.1.2.1正截面承载力计算
b’f=l/3=6000/3=2000mm
b’f=b+s n=250+(6000-480-250)=5520mm
h’f=100/(600-600)>0.1
故取b’f较小值。

即b’f=2000mm
内力取值 Mmax=481.19KN.M
判别T型类别：
α1fc b’f h’f(h0- h’f/2)=1.0×11.9×2000×100×(540-100/2)=1166.2 KN.M
因481.19 < 1166.2,故属于第一类T型截面
αs=M/α1fc b’f h02=481.19×106/(1×11.9×2000×5402)=0.069 ζ=1-(1-2αs)1/2=0.071 < ζb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.96
As=M/γs fy h0 =481.19×106/(0.96×360×540)=2578mm2
选配 7C22 （As=2661mm2 ,排列方式：3C22/4C22）[C表示HRB400] 验算：ρ= As/b h0 =2661/250×540=1.097%
0.45ft/fy=0.45×1.27/360=0.16%
ρ >ρmin =0.2% 且ρ <ρmax =2.5%
符合要求
6.1.2.2 梁左截面配筋
M=272.66KN.M
αs=M/α1fc b’f h02=272.66×106/(1×11.9×250×
5402)=0.31
ζ=1-(1-2αs)1/2=0.38 < ζb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.81
As=M/γs fy h0 =272.66×106/(0.81×360×540)=1732mm2
选配 5C22 （As=1900mm2 , 排列方式：2C22/3C22）[C表示HRB400] 验算：ρ= As/b h0 =1900/250×540=1.4%
0.55ft/fy=0.55×1.27/360=0.19%
ρ >ρmin =0.25% >0.19% 且ρ <ρmax =2.5%
满足要求
6.1.2.3梁右截面
M=301.13 KN.M
αs=M/α1fc b’f h02=301.13×106/(1×11.9×250×
5402)=0.35
ζ=1-(1-2αs)1/2=0.45< ζb=0.518
γs=0.5×[1+(1-2αs)1/2]=0.77
As=M/γs fy h0 =301.13×106/(0.77×360×540)=2012mm2
选配 6C22 （As=2281mm2 , 排列方式：4C22/2C22）[C表示HRB400] 验算：ρ= As/b h0 =2281/250×540=1.69%
0.55ft/fy=0.55×1.27/360=0.19%
ρ=1.2% >ρmin =0.25% >0.19% 且ρ <ρmax =2.5%
满足要求
6.1.2.4 斜截面承载力
V=285.4 KN
h w /b=540/250=2.16 <4 属厚腹梁
截面尺寸验算：
0.25βc fcbh0=0.25×1×11.9×250×540=401.625>V=285.4
截面尺寸符合要求。

箍筋数量：
根据剪力变化情况，可将梁分为A1，12，2B三个区段来计算斜截面受剪承载力，如下图
A 1 2 B
2000 2000 2000
A1段：λ= a/ h0=2000/540=3.7
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×540=75.01 KN <
V A =218.99 KN
必须按计算配置箍筋
V A=V CS= 1.75/(λ+1)f t bh0+ 1.0fyv×nA sv1/s h0
nA sv1/s h0=(218.99 -75.01) ×103/(1.0×210×540)=1.27
ρsv,min=0.24ft/fyv=0.24×1.27/210=0.145%
选配A14@100 ,(A表示HPB235) 实有
nA sv1/s=(2×153.9)/100=3.078mm2/mm > 1.27 mm2/mm(可以)
ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/100×250=1.23% >ρsv,min(可以)
12段：λ= a/ h0=4000/540=7.4 > 3 取λ=3
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×540=75.01 KN >
68.12 KN
注：节点按内力组合求得最大剪力，按构造配筋，为施工方便，梁沿全长方向配筋，规格统一，故选配A14@200,(A表示HPB235) nA sv1/s=(2×153.9) ×103/(1×210×540)=2.7
ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/200×250=0.61% >ρsv,min(可以)
2B段λ= a/ h0=2000/540=3.7 > 3 取λ=3
1.75/(λ+1)f t bh0=1.75/(3+1) ×1.27×250×540=75.01 KN < V A =218.99 KN
必须按计算配置箍筋
V A=V CS= 1.75/(λ+1)f t bh0+ 1.0fyv×nA sv1/s h0
nA sv1/s h0=(218.99 -75.01) ×103/(1.0×210×540)=1.27
ρsv,min=0.24ft/fyv=0.24×1.27/210=0.145%
选配A14@100 ,(A表示HPB235) 实有
nA sv1/s=(2×153.9)/100=3.078mm2/mm > 1.27 mm2/mm(可以)
ρsv= nA sv1/sb=(2×153.9)/100×250=1.23% >ρsv,min(可以)
6.2 框架柱配筋
框架柱按最大内力计算，纵向钢筋沿柱高方向相同。

6.2.1 A柱：选用纵向钢筋 HRB400 箍筋 HPB235
Mmax=158.75 KN.M
Nmax=1069.86 KN
6.2.1.1验算轴压比
μn max=N/f c bh=1069.86 ×103/11.9×600×600=0.25<0.9
符合要求
6.2.1.2截面设计及配筋计算
柱计算长度：底层 l0=1.0H=5400mm
大小偏心判别：
x=N/α1f cm b=1069.86×103/1.0×11.9×600=149.8mm<ξb h0 =0.518×560=290mm ,大偏心受压。

As=A’s=[Ne-α1f c bx(h0-x/2)]/f’y(h0-α’s)
式中 e=ηe I+h/2-αs
其中：e I=e0+e a
=M/N+(600/30 ,20)min
=158.75×103/1069.86 +20
=168mm
ξ1=0.5fcA/N=0.5×11.9×600×600/1069.86 ×103
=2.0>1,取ξ1=1
l0/h=5400/600=9<15 ,取ξ2=1
η=1+（l0/h）2ξ1ξ2 h0/1400 e I
=1.09
e=1.09×168+600/2-40=443mm。