行政办公楼设计

结构计算
1．设计资料
1) 设计标高：室内设计标高±0.000等于绝对标高90.95m ，室内外高差700。

2) 墙身做法：墙身为加气混凝土砌块墙，用M5混合砂浆砌筑。

内粉刷为20厚混合砂浆打底，纸筋灰面层，“803”内墙涂料两度。

外墙粉刷为1:3水泥砂浆打底，瓷砖贴面，共厚25mm 。

隔墙用100厚轻质隔断。

3) 楼面做法：20厚水泥砂浆找平，硬木地面。

走廊、楼梯、卫生间用水磨石面层，采用“V ”型轻钢龙骨吊顶。

4) 屋面做法：现浇板上铺膨胀珍珠岩保温层，檐口处厚100mm ，2﹪自檐口向中间找坡，1:2水泥砂浆找平层厚20mm ，两毡三油防水层，撒绿豆砂保护。

5) 门窗做法：门厅处为铝合金门窗，其他均为木门，铝合金窗。

6) 地质资料：该区地势平坦，地基土以粘性土和粉土为主，建筑场地类别为Ⅱ类。

7) 地震烈度：7度近震，抗震等级为三级。

8) 基本风压：20kN/m 4.0=ω,地面粗糙度属C 类。

9) 基本雪压：20kN/m 25.0=s 。

10) 活荷载：屋面活荷载0.5 2kN/m ，楼面活荷载2.0 2kN/m ，资料档案室2.52kN/m ，楼梯走廊2.5 2kN/m 。

2．结构布置及结构及计算的确定
结构平面图如右图所示。

结构分为三部分单独进行计算，自左至右分为1、2、3区。

1、3区结构一致，故只计算1、2区。

各梁柱尺寸确定如下：
1区纵向各跨梁：取 mm
6007200121121=⨯=
=
l h ，取。

mm 300,mm 600==b h 横向房间内各跨梁：取450540012
1121=⨯==l h mm
,取mm 250,mm 500==b h ，
边跨取。

mm 300=b
次梁取
300
18/540018/===l h ，取mm 200,mm 400==b h 。

走廊梁取300mm ×250mm 2区6、7轴线之间梁625750012
112
1=⨯=
=
l h mm
，取mm 300mm 650==b h ，。

2区其他主梁取mm 500mm 300⨯。

次梁同1区。

现浇板厚100mm ，柱子400×400mm 。

1区纵向取1、2、3轴线横向取A 、D 轴线进行框架分析计算。

2区纵向取5、6轴线横向取1/B 、C 、1/C 、D 轴线框架计算。

根据地质资料，确定基础顶面离室外地面500mm ，由此确定底层标高5.0m ，各梁线刚度计算如下：
1区1、4 轴线梁 E 1025.112.7/60.030.012
1E 5.14
3
-⨯=⨯⨯⨯
=i 1区2、3轴线梁 E
10
152.7/60.030.012
1E 24
3-⨯=⨯⨯⨯=i 1区A 轴线梁及 E 1079.54.5/50.030.0121E 24
3
-⨯=⨯⨯⨯=i 1区B 轴线边跨梁 E 1065.94.5/50.025.012
1E 24
3
-⨯=⨯⨯⨯
=i
1区走道梁 E 1025.68.1/3.025.012
1E 24
3-⨯=⨯⨯⨯
=i 底层柱 E 10
27.45/4.04.0121E 4
3-⨯=⨯⨯⨯=i 二、三层柱 E 1047.59.3/4.04.0121E 4
3-⨯=⨯⨯⨯=i 顶层柱 E
10
46.63.3/4.04.012
1E 4
3
-⨯=⨯⨯⨯
=i
3 荷载计算
3.1恒载计算
3.1.1顶层恒载计算 屋面荷载标准值：
20厚1:2水泥砂浆找平 4.02002.0=⨯2kN/m 100～226珍珠岩保温层
155.172
226
.01.0=⨯+2
kN/m
100厚现浇楼板 5.2251.0=⨯2kN/m “V ”型轻龙骨吊顶 0.252kN/m 屋面恒载 4.3052kN/m 梁自重计算：
1区F 轴线梁自重 ()3251.05.03.0=⨯-⨯kN/m 粉刷 3.06.05.0=⨯kN/m 1区B 、C 、D 、E 轴线梁自重 ()5.2251.05.025.0=⨯-⨯kN/m 1、2、3、4轴线梁自重 ()75.3251.06.03.0=⨯-⨯kN/m 1、2轴线梁粉刷 3.06.05.0=⨯kN/m
2区650×300梁 ()125.4251.065.03.0=⨯-⨯kN/m 走廊梁 ()25.1251.03.025.0=⨯-⨯kN/m 2区其它梁同1区同型号梁，粉刷只有外粉同上。

次梁自重 ()5.1251.04.02.0=⨯-⨯kN/m
梁受板线荷载计算：
双向板1 kN/m 749.7305.42
6.3201'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
843.4749.78
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
314.6749.7])4
.526
.3(
)4
.526.3(
21[])2()2(21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板2 kN/m 812.5305.42
7.22
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
632.3812.58
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
176.5812.5])4
.527
.2(
)4
.527.2(
21[])2()2(21[3
2
'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板3 kN/m 395.8305.42
9.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
247.5395.88
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
6.6395.8])4
.529
.3(
)4
.529.3(
21[])2()2(21[3
2
'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板4 kN/m 072.8305.42
75.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
045.5072.88
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
464.6072.8])4
.5275.3(
)4
.5275.3(
21[])2()2(21[3
2
'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板5 kN/m 749.7305.42
6.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
844.4749.78
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
036.5749.7])75
.326.3(
)75
.326.3(
21[])2(
)2(21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
单向板 kN/m
875.3305.42
8.1=⨯=
p
顶层柱子自重计算：
400×400柱子自重 kN 8.10257.24.04.0=⨯⨯⨯
内粉刷 kN 371.065.2204.002.0=⨯⨯⨯ 外粉刷 kN 49.07.24.05.0=⨯⨯
300×300柱子自重 kN 075.6257.23.03.0=⨯⨯⨯
内粉刷 kN 318.065.2203.002.0=⨯⨯⨯ 外粉刷 kN 42.07.23.05.0=⨯⨯
顶层墙自重计算
300墙自重 kN/m 885.65.87.23.0=⨯⨯ 200墙自重 kN/m 59.45.87.22.0=⨯⨯ 100隔墙自重 kN/m 565.27.295.0=⨯ 外墙粉刷 kN/m 52.2207.202.08.25.0=⨯⨯+⨯ 内墙粉刷 kN/m 12.22065.202.02=⨯⨯⨯ 玻璃幕墙自重 kN/m 95.43.35.1=⨯ 女儿墙自重 kN/m 55.25.83.07.0=⨯⨯
窗洞重量 kN/m 175.53.05.85.18.252
.25.1=⨯⨯+⨯ 门洞重量
kN/m
945.63.05.81.28
.212
.21.2=⨯⨯+⨯
铝合金窗自重 kN/m 525.035.05.1=⨯ 铝合金门自重 kN/m 735.035.01.2=⨯ 木门自重 kN/m 42.02.01.2=⨯ 恒载代表值 1区 3300kN 2区 1000kN 3.1.2标准层恒载计算 楼面恒载计算
20厚1:2水泥砂浆找平 4.02002.0=⨯ 2kN/m 木质地板 0.42kN/m 100厚现浇楼板 5.2251.0=⨯2kN/m “V ”型轻龙骨吊顶 0.25 2kN/m 楼面恒载 3.552kN/m 走廊卫生间 3.42kN/m 梁自重计算：
1区A 、F 轴线梁自重 ()3251.05.03.0=⨯-⨯kN/m 粉刷 3.06.05.0=⨯kN/m 1区B 、C 、D 、E 轴线梁自重 ()5.2251.05.025.0=⨯-⨯kN/m 1、2、3、4轴线梁自重 ()75.3251.06.03.0=⨯-⨯kN/m 1、2轴线梁粉刷 3.06.05.0=⨯kN/m 2区650×300梁 ()125.4251.065.03.0=⨯-⨯kN/m 2区其它梁同1区同型号梁，粉刷只有外粉，同上。

走廊梁 ()25.1251.03.025.0=⨯-⨯kN/m 次梁自重 ()5.1251.04.02.0=⨯-⨯kN/m
梁受板线荷载计算：
双向板1 kN/m 39.655.32
6.32
01'
=⨯=
=q l p
短边 kN/m
994.339.68
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
207.539.6])4
.526
.3(
)4
.526.3(
21[])2()2(21[3
2
'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板2 kN/m 793.455.32
7.22
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
996.2793.48
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
269.4793.4])4
.527
.2(
)4
.527.2(
21[])2()2(21[3
2
'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板3 kN/m 923.655.32
9.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
327.4923.68
58
5'
=⨯==
p p e
长边
kN/m
443.5923.6])4
.529
.3(
)4
.529.3(
21[])2()2(21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板4 kN/m 657.655.32
75.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
161.4657.68
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
33.5657.6])4
.5275.3(
)4
.5275.3(
21[])2()2(21[3
2
'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板5 kN/m 39.655.32
6.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
994.339.68
58
5'
=⨯=
=
p p e
长边
kN/m
153.439.6])75
.326.3(
)75
.326.3(
21[])2(
)2(21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板6 kN/m 39.655.32
6.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
994.339.68
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
296.439.6])9
.3275.3(
)9
.3275.3(
21[])2()2(21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
单向板 kN/m
06.34.32
8.1=⨯=
p
标准层柱子自重计算：
400×400柱子自重 kN 107.10253.34.04.0=⨯⨯⨯
粉刷 kN 462.03.3204.002.0=⨯⨯⨯ 外粉刷 kN 595.04.34.05.0=⨯⨯ 300×300柱子自重 kN 425.7253.33.03.0=⨯⨯⨯ 粉刷 kN 396.03.3203.002.0=⨯⨯⨯ 外粉刷 kN 51.03.33.05.0=⨯⨯
标准层墙自重计算
300墙自重 kN/m 415.85.83.33.0=⨯⨯ 200墙自重 kN/m 61.55.83.32.0=⨯⨯ 100隔墙自重 kN/m 705.35.395.0=⨯ 外墙粉刷 kN/m 04.3203.302.04.35.0=⨯⨯+⨯ 内墙粉刷 kN/m 64.2203.302.02=⨯⨯⨯ 玻璃幕墙自重 kN/m 85.59.35.1=⨯ 女儿墙自重 kN/m 55.25.83.07.0=⨯⨯
窗洞重量
kN/m 21.63.05.88.14
.306.38.1=⨯⨯+⨯ 门洞重量
kN/m
99.63.05.81.24
.364
.21.2=⨯⨯⨯
铝合金窗自重 kN/m 63.035.08.1=⨯ 铝合金门自重 kN/m 735.035.01.2=⨯ 木门自重 kN/m 42.02.01.2=⨯ 底层柱子自重
400×400柱子自重 kN 78.13255.44.04.0=⨯⨯⨯ 300×300柱子自重 kN 13.10255.44.04.0=⨯⨯⨯ 恒载标准值： 1区 底层 4800kN 2区 底层 2160kN 二层 4800kN 二层 1970kN 三层 4750kN 三层 1150kN 3.2活荷载计算 双向板1
屋顶 kN/m 9.05.02
6.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
563.09.08
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
734.09.0])4
.526
.3(
)4
.526.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
普通办公室 kN/m 6.30.22
6.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
25.56.38
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
934.26.3])4
.526
.3(
)4
.526.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
档案室 kN/m 5.45.22
6.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
813.25.48
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
667.35.4])4
.526
.3(
)4
.526.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板2
屋顶 kN/m 675.05.02
7.22
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
422.0675.08
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
602.0675.0])4
.527
.2(
)4
.527.2(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
楼面 kN/m 7.20.22
7.22
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
688.17.28
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
405.27.2])4
.527
.2(
)4
.527.2(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板3
屋面 kN/m 975.05.02
9.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
610.0975.08
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
767.0975.0])4
.529
.3(
)4
.529.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
楼面 kN/m 9.30.22
9.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
438.29.38
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
067.38.3])4
.529
.3(
)4
.529.3(
21[])2()2(
21[3
2
'
302012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板4
屋面 kN/m 938.05.02
75.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
586.0938.08
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
751.0938.0])4
.5275.3(
)4
.5275.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
楼面 kN/m 75.30.22
75.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
344.275.38
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
003.375.3])4
.5275.3(
)4
.5275.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板5
屋面 kN/m 9.05.02
6.32
01'
=⨯=
=q l p
短边 kN/m
563.09.08
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
585.09.0])75
.326.3(
)75
.326.3(
21[])2(
)2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
楼面 kN/m 6.30.22
6.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
25.26.38
58
5'
=⨯=
=p p e
长边
kN/m
34.26.3])75
.326.3(
)75
.326.3(
21[])2(
)2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
双向板6
屋面 kN/m 9.05.02
6.32
01'=⨯=
=q l p
短边 kN/m
563.09.08
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
605.09.0])9
.3275.3(
)9
.3275.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
楼面 kN/m 6.30.22
6.32
01'=⨯=
=
q l p
短边 kN/m
25.26.38
58
5'
=⨯==p p e
长边
kN/m
421.46.3])9
.3275.3(
)9
.3275.3(
21[])2()2(
21[3
2'
302
012
02
01=⨯⨯+⨯-=+-=p
l l l l p e
单向板
屋面 kN/m 45.05.028.1=⨯=p 楼面 kN/m
25.25.22
8.1=⨯=
p
活载重力代表值（近似按照外墙线计算，楼面活载按照2.52kN/m 计算） 一区： 四层 kN 9285.28.1229=⨯⨯ 二、三层 kN 4.11585.28.122.36=⨯⨯ 二区： 三、四层 kN 95.3085.27.164.7=⨯⨯ 二层 kN 7.6575.2)7.164.795.15(=⨯⨯+⨯
3.3雪荷载计算： 20r k kN/m 25.025.00.1=⨯==s s μ 3.4地震荷载计算：
本结构只考虑水平地震力作用，采用底部剪力法计算水平地震力作用。

结构的基本自震周期采用经验公式：3
2
3
11053.025.0B
H
T ⨯+=
3.4.1 1区地震荷载计算
H=16.8m ,横向B=36.35m ，纵向B=12.95m 。

代入上式横向s T 2952.01= 纵向s T 3137.01=。

总重力代表值为： kN 58792
4
.1158530021=+
==G G ,
kN
5.56752
25
.08.122.72
92852003=⨯⨯+
+=G
kN
4.34062
25
.08.122933604=⨯⨯+
=G
查表得08.01=α s T 35.0g =
kN
14.1417)4.34065.567556795679(85.008.0eq 1总EK =+++⨯⨯==G F α
横向共有6榀框架，由于每榀框架总刚度不同，可先计算每层总地震力，再分配至各框架。

因g T T 4.11<故可以不考虑顶部附加地震作用。

每榀框架承受作用力可按下式分配之各层节点处。

)
2,1(EK
1
n i F H
G
H G F n
j j
j
i
i i ==
∑=，计算见表1。

纵向共有4榀框架，每榀框架承受地震剪力为：4
14
.14174
总
EK EK =
=
F F
kN
28.354=，计算见表2
H=16.8m ,横向B=15.7m ，纵向B=16.55m 。

代入上式横向s T 0.3096761= 纵向0.308699s 1=T 总重力代表值为：
kN 85.306827.65727401=+=G kN
91.25612
9
5.1525.095.30823902=⨯⨯++=G
kN
5.15842
95.30814303=+
=G kN
4.11052
25
.04.77.1610904=⨯⨯+
=G
查表得08.01=α s 35.0g =T
kN
81.565)4.11055.15849.256185.3068(85.008.01=+++⨯⨯==eq EK
G F α总
横向框架刚度不等，可以先计算每层总地震力，再分配至各框架。

因g T T 4.11<故可以不考虑顶部附加地震作用。

每榀框架承受作用力可按下式分配之各层节点)
2,1(EK
1
n i F H
G
H G F n
j j
j
i
i i ==
∑=计算见下表：
kN 452.1414
81.5654
总
EK ===
F F EK ，分配计算见表4。

4.框架侧移计算
取中间一榀框架进行计算。

底层柱=i 4.27E 410⨯，二、三层柱=i 5.47E 410⨯，顶层柱=i 6.46E 410⨯。

边跨梁=i 9.65E 410⨯，中跨梁，=i 6.25E 410⨯，E=3.0710⨯.
表 4
框架侧移计算用D 值法，按下式进行计算：∑==
∆m
k j D
V u 1
jk
Fj
，c
4
3212i i i i i K +++=。

计算结果见表5
5.内力计算
内力计算也取典型的一跨进行计算。

5.1恒载作用下内力计算
恒载作用下的内力采用分层法。

计算简图见左图。

由于荷载对称，可以取一半结构进行计算。

5.1.1各层节点荷载计算，荷载图见下页。

A 柱： 次梁荷载
顶层：（6.314×2+1.5）×5.4
=76.292kN
三层：（2.12+2.66）×5.05+ (5.207×2+1.5)×5.4=86.455kN
一、二层：（3.705+3.06）×5.05+（5.207×2+1.5）×5.4=98.5kN 主梁荷载
顶层：（2.55+0.63）×6.85+(0.3+3.75)×7.2+4.84×7.2=86.476kN 三层： (7.14+2.52)×6.85-5.175×2.1+0.525×2.1+（0.3+3.75）×7.2+ 3.944×7.2=105.16kN
一、二层：(8.67+3.06)×6.85-5.175×2.1+0.525×2.1+（0.3+3.75）×7.2+3.944×7.2=127.46kN
A 柱节点荷载
顶层:76.292+86.476+2.25
=165.018kN
三层： 86.455+105.16+9=200.615kN 二层 98.5+127.46+9=234.96kN B 柱
主梁荷载
顶层：（3.875+4.483+3.75）×7.2
=89.77kN
三层：（3.994+3.06+3.75）×7.2+（7.14+2.12）×5.85-5.8355×0.9 +042×0.9=134.05kN
一、 二层：（3.994+3.06+3.75）×7.2+（8.67+2.64）×5.85-5.8355 ×0.9+042×0.9=139.08kN B 柱节点荷载
顶层： 76.292+89.77=166.062kN
三层86.455+134.05+8.6=229.105kN 一二层98.5+139.08+10.6=244.18kN 5.1.2顶层梁恒载计算 顶层梁受板传递的梯形力。

转化为均布力计算，梁自重为均布力。

kN/m
128.15 314.625.2 2=⨯+=+=ABB ABL g g g 边
‘
kN/m
5.2'
==BCL g g
中
固端弯矩为
m
kN 76.364
.5128.1512
11212
2'
⋅=⨯⨯==边
边l g
M AB
m
kN 7.28.15.231312
2'
⋅=⨯⨯==中
中l g M BC
m
kN 35.18
.15.26
1612
2'
⋅=⨯⨯=
=
中
中l
g
M
CB
5.1.3三层梁恒载计算
三层梁受板传递的梯形均布力。

转化为均布力，梁自重为均布力。

kN/m 794.19 207.5288.65.2 2=⨯++=++=ABB ABQ ABL g g g g
边
‘
kN/m
5.2'
==BCL g g
中
固端弯矩为 m
kN 099.484
.5794.1912
112
12
2'
⋅=⨯⨯=
=
边
边l g
M
AB
m
kN 7.28.15.231312
2'
⋅=⨯⨯==中
中l g M BC
m
kN l
g
M
CB
⋅=⨯⨯=
=
35.18
.15.26
16
12
2'
中
中
5.1.4一、二层梁恒载计算
一、二层梁受板传递的梯形均布力。

转化为均布力，梁自重为均布力。

kN/m 334.21 207.5242.85.2 2=⨯++=++=ABB ABQ ABL g g g g
边
‘
kN/m
5.2'
==BCL g g
中
固端弯矩为
m
kN 842.514
.5334.21121
121
2
2'
⋅=⨯⨯==
边
边l g
M AB
m kN 7.28.15.231312
2'⋅=⨯⨯==中中l g M BC
m
kN 35.18
.15.26
16
12
2'⋅=⨯⨯=
=
中
中l g
M
CB
5.1.5弯矩分配。

计算见下：
a.顶层弯矩分配计算
A 下 A
B 1/2 BA B 下 B
C -1 CB 0.4013 0.5987 0.5014 0.3361 0.1625
-36.76 36.76 -2.7 1.35 14.751 22.009 11.004
-11.3 -22.6 -15.15 -7.321 7.3215 4.534 6.7646 3.3823 -0.848 -1.696 -1.137 -0.55 0.5495 0.3403 0.5077 0.2539
-0.127 -0.085 -0.041 0.0412 19.626 -19.63 26.98 -16.37 -10.61 9.2622
b.三层弯矩分配计算
A 下 A 上 A
B 1/2 BA B 下 B 上 B
C -1 CB -48.1 48.099 -2.7 1.35 0.2535 0.2996 0.4469 0.3904 0.2214 0.2617 0.1265 12.192 14.409 21.498 10.749
-10.96 -21.92 -12.43 -14.69 -7.102 7.1024 2.7783 3.2834 4.8987 2.4494
-0.478 -0.956 -0.542 -0.641 -0.31 0.3098 0.1212 0.1432 0.2137 0.1069
-0.021 -0.042 -0.024 -0.028 -0.014 0.0135 0.0053 0.0062 0.0093 15.097 17.842 -32.94 38.485 -13 -15.36 -10.13 8.7757
c.二层弯矩分配计算
A 下 A 上 A
B 1/2 BA B 下 B 上 B
C -1 CB
-51.84 51.842 -2.7 1.35 0.2657 0.2657 0.4685 0.4068 0.2307 0.2307 0.1318 13.776
13.776
24.29 12.145 -12.47 -24.93 -14.14 -14.14 -8.078 8.0776 3.3124
3.3124
5.8406 2.9203 -0.594 -1.188 -0.674 -0.674 -0.385 0.3849 0.1578
0.1578
0.2783 0.1392 -0.028 -0.057 -0.032 -0.032 -0.018 0.0183
0.0075 0.0075 0.0133 17.254
17.254 -34.51
40.871 -14.85 -14.85 -11.18 9.8309 d.一层弯矩分配计算
A 下 A 上 A
B 1/2 BA B 下 B 上 B
C -1 CB -51.84 51.842 -2.7 1.35 0.2535 0.2996 0.4469 0.3904 0.2617 0.2214 0.1265 13.141 15.53 23.171 11.585
-11.85 -23.71 -15.89 -13.45 -7.682 7.6816 3.0049 3.5512 5.2983 2.6491
-0.517 -1.034 -0.693 -0.587 -0.335 0.3351 0.1311 0.1549 0.2311 0.1156
-0.023 -0.045 -0.03 -0.026 -0.015 0.0146 0.0057 0.0068 0.0101 16.283 19.243 -35.53 41.404 -16.61 -14.06 -10.73 9.3813
5.1.6对各层弯矩进行组合，并重新分配。

最终弯矩见表6。

跨中弯矩取荷载实际分布进行计算再叠加上梁端弯矩，q M M M +=固中，列表计算见表7。

梁柱剪力取隔离梁柱按照受力平衡进行计算，q V l
M M V +-=
右
左。

计算见表8：
柱轴力取柱节点由受力平衡进行计算，节点右左N V V N ++=。

列表计算见表9。

恒载作用下柱轴力计算 表 9
活荷载计算同样采用分层法，计算简
图同上。

同样取一半结构计算，由于中间跨无活载，故活载可取满布计算，荷载分布图见右。

5.2.1 活载作用下节点荷载计算。

5.2.1.1 A 柱节点荷载计算。

次梁荷载：
顶层：kN 927.74.52734.0=⨯⨯
一至三层：4.5)667.3934.2(⨯+
kN
646.35=
主梁荷载：
顶层：kN 1072.82.72563.0=⨯⨯ 一至三层：2.7)813.225.2(⨯+
kN
4536.36=
A 柱节点荷载：顶层：7.912+8.1072=16.02kN 一至三层：35.646+36.4536
=73.0996kN
5.2.1.2 B 柱节点荷载计算。

主梁荷载： 顶层：2.745.01072.8⨯+kN 3472.11=
一至三层：2.725.24536.36⨯+kN 6536.52=
B 柱节点荷载: 顶层：7.927+11.3472=19.2742kN
一至三层：35.646+52.6535=88.2995kN
5.2.2固端弯矩计算 顶层：m kN 567.3124.52734.012/22AB ⋅=÷⨯⨯==ql M
一至三层：m kN 04.16124.5061.612/22BC ⋅=÷⨯==ql M
5.2.3 活载作用下弯矩分配
a.顶层弯矩分配计算
A 下 A
B 1/2 BA B 下 B
C -1 CB 0.4013 0.5987 0.5014 0.3361 0.1625
-3.567 3.567 0 0 1.4314 2.1356 1.0678
-1.162 -2.324 -1.558 -0.753 0.753 0.4663 0.6957 0.3479
-0.087 -0.174 -0.117 -0.057 0.0565
0.035 0.0522 0.0261 -0.013 -0.009 -0.004 0.0042 1.9327 -1.933 2.4972 -1.683 -0.814
0.8138
b.三层弯矩分配计算
A 下 A 上 A
B 1/2 BA B 下 B 上 B
C -1 CB -16.04 16.04 0 0 0.2535 0.2996 0.4469 0.3904 0.2214 0.2617 0.1265 4.0658 4.8051 7.1691 3.5845
-3.831 -7.662 -4.345 -5.135 -2.482 2.4824 0.971 1.1476 1.7122 0.8561
-0.167 -0.334 -0.19 -0.224 -0.108 0.1083 0.0424 0.0501 0.0747 0.0373
-0.007 -0.015 -0.008 -0.01 -0.005 0.0047 0.0018 0.0022 0.0033
5.0811
6.0049 -11.09 12.507 -4.543 -5.369 -2.595
2.5954
c.二层弯矩分配计算
A下A上AB 1/2 BA B下B上BC -1 CB -16.04 16.04 0 0 0.2657 0.2657 0.4685 0.4068 0.2307 0.2307 0.1318
4.2623 4.2623 7.5154 3.7577
-4.027 -8.053 -4.567 -4.567 -2.609 2.6093 1.07 1.07 1.8867 0.9434
-0.192 -0.384 -0.218 -0.218 -0.124 0.1243 0.051 0.051 0.0899 0.045
5.3857 5.3857 -10.77 12.33 -4.795 -4.795 -2.74 2.7396
d.一层弯矩分配计算
A下A上AB 1/2 BA B下B上BC -1 CB -16.04 16.04 0 0 0.2822 0.2201 0.4976 0.4285 0.1896 0.243 0.1388
4.5269 3.531 7.9821 3.991
-4.292 -8.584 -3.797 -4.868 -2.781 2.7812 1.2113 0.9448 2.1359 1.0679
-0.229 -0.458 -0.202 -0.26 -0.148 0.1483 0.0646 0.0504 0.1139 0.0569
-0.012 -0.024 -0.011 -0.014 -0.008 0.0079 0.0034 0.0027 0.0061
5.8063 4.5289 -10.34 12.09 -4.011 -5.142 -2.937 2.9374
5.2.4对各层弯矩进行组合，并重新分配。

最终弯矩见表10：
跨中弯矩同恒载弯矩计算，计算见表11。

梁剪力同恒载剪力计算，计算见表12。

5.2.7柱轴力计算
柱轴力同恒载轴力计算，计算见表13。

5.3.1地震力用反弯点法进行计算，计算见表14。

梁弯矩根据力矩平衡条件按照梁刚度比进行分配，列表算见15。

梁剪力取隔离梁段按照受力平衡进行计算，计算见表16。

5.3.4柱轴力计算。

柱轴力取柱节点由受力平衡进行计算，计算见表17。

由于雪载远小于活载和地震荷载，这里不做计算。

由于中间跨没活载，活载只有一种布置方案，荷载组合按下式进行：基本组合： 1.4
S
恒载
=活载
1.35⨯
+
⨯
偶然组合：3.1
活载
）
S
=地震荷载
（恒载
+
+
5.0⨯
2.1
⨯
⨯
5.4.1 基本组合
5.4.1.1 弯矩组合按上式组合，结果见表18。

5.4.2偶然组合。

5.4.2.1 弯矩组合按照前面的偶然组合公式进行组合，结果见表21、表22：
混凝土强度 C30 2c N/m 3.14=f 2t N/m 43.1=f 2tk N/m 01.2=f 钢筋强度 HRB235 2y N/m 210=f 2yk N/m 235=f HRB335 2y N/m 300=f 2yk N/m 335=f
55
.00033
.0100.2300
18.015
cu
s y 1=⨯⨯+
=+
=
εE f βξb
6.1 框架柱配筋计算 6.1.1 柱弯矩设计值计算
地震作用下弯矩设计值按下式计算：∑∑=b c 1.1M M ，每柱取上下两截面作为控制截面。

同一节点左右梁端，按顺时针和逆时针计算的梁端考虑地震作用组合的弯矩设计值之和的较大值，按照弹性分析的考虑地震作用组合所得的弯矩进行分配。

计算见表24、表25。

6.1.2柱剪力设计值计算
地震作用下柱剪力设计值按下式计算：n
b c
t c
c )
(1
.1H M M
V +=，计算结果见表26。

底层柱 kN 359.1960max =N 轴压比 8568
.0400
3.1410359.19602
3
c
c N =⨯⨯=
=
A f N μ＜]9.0[
柱轴压比满足要求。

6.1.4 截面尺寸复核
取mm 36535400=-=h ，kN 68.104max =V ，
因为 1644.6)3652/(4500)2/(0n =⨯==h H λ＞2，所以
kN
3.4913654003.140.12.085
.012.01
0c c RE
=⨯⨯⨯⨯⨯=
bh f βγ＞kN 68.104
截面尺寸符合要求
6.1.5 正截面受弯承载力计算
柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋。

B 柱 kN 3.114855.04003653.14b 0c 1b =⨯⨯⨯==ξαbh f N 从内力表可见，N ＞b N ，为小偏压。

B 柱下部控制截面内力组合为：⎩⎨
⎧=⋅=kN
61.1659m kN 8.234N M
在弯矩有水平荷载产生的弯矩，柱的计算长度m 0.50.10==H l
mm
479.14110
61
.16598.2343
0=⨯=
=
N M e
⎭
⎬⎫
⎩⎨
⎧==13.3mm 400/30
mm 20max a e =20mm mm
479.16120479.141a 0i =+=+=e e e
68932.010
61.16594003.145.05.03
2
c 1=⨯⨯⨯=
=
N
A f ζ
因为5.124.0/0.5/0==h l ＜15，所以0.12=ζ
17.10.1689.0)4
.05(
365
/5.16114001
1)(
/1400112
2
12
00
i =⨯⨯⨯+
=+
=ζ
ζηh
l h e
mm
56.354352
400479.16117.12
i =-+⨯=-+
=a h e e η
64742.0)
)((43.00
c 1's
0b 120
c 10
c 1b =++----=
b bh f h bh
f Ne bh f N ξααξβααξξ＞0.55
2
'
s 0'
y 2
c 1RE 's
s mm 7.1384)
()5.01(=---=
=ααξξγh f bh f Ne A A
采用Ⅱ级钢，%5.0min =ρ2smin mm 5602%7.0400400=÷⨯⨯=A 。

选用425，实配2s s mm 1473==A A 。

其他控制截面计算同上，三、四层柱为大偏压，除底层外柱计算长度取
H
l 25.10=，计算结果见表27、表28。

33333333
33333333一层 kN 359.1960max =N 5.124.0/0.5/0==b l 查表得 94.0=ϕ
)
214733004004003.14(94.09.08
.01)(9.01
'
s y c ⨯⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=
+A f A f RE
ϕγ
kN
325.3376=＞N
满足要求
6.1.7 斜截面受剪承载力计算 B 轴柱下截面内力组合为⎩⎨
⎧==
kN 68.104kN 61.1659V N
剪跨比 1644.6)3652/(4500)2/(0n =⨯==h H λ＞3取3 因为 kN
4.686400
3.143.03.02
c =⨯⨯=A f ＜N
所以
yv 0t c RE sv 056.01
05
.1s
h f N
bh f V A -+-=
λγ＜0
按构造配箍筋，加密区取8@100，非加密区取8@200，底层加密750㎜，二、
三层加密650㎜，顶层加密550㎜，采用双向三肢箍。

加密区体积配筋率验算：127.0)8330(3303.504/2cor s v =-÷⨯⨯==A l nA ρ
0109
.0210
3.1416.0yv
c v
=⨯
=f f λ＜v ρ，满足要求。

6.2.1剪力设计值计算
结构剪力设计值应按下式计算Gb
n
r
b b
b )(1
.1V l M M
V l ++=
BC 跨取左右震时BC 梁左弯矩组合计算，列表计算如下：
6.2.2 正截面受弯承载力计算 梁 )mm 500250(2⨯AB RE γ=0.75 一层 跨中截面 m kN 4.155⋅=M
1508
.0465
2503.140.175.0104.1552
3
2
c 1RE s =⨯⨯⨯⨯⨯=
=
bh f M αγα
1643.01508.021212121s =⨯--=--=αξ
纵向钢筋受压区高度x ≤0.350h
2
y
0c 1s mm
25.910300
1711
.04652503.140.1=⨯⨯⨯⨯=
=
f bh f A ξ
α
下部实配320 =s A 9422mm
%754.0500250942
s
=⨯=A A ＞⎪⎩
⎪⎨⎧=⎭⎬⎫%
2145.0/450.2
max y t f f ，满足要求。

3147339424101737632308
394239424804360323083603480436032402230824022509240224022308梁AB kN 89.165b =V ，
kN
53.3784502503.140.12.085
.01)2.0(1
0c c RE
=⨯⨯⨯⨯⨯=
bh f βγ＞b V （符合）
yv 0
t b RE sv 25.142.0s
h f bh f V A -=
γ=0.668
选用双肢箍8，则2sv1mm 3.50=A ，可得6.1505923
.03.502/2sv sv1=⨯=
=
s
A A s ，按照构
造配箍筋，加密区取8@125，非加密区取8@200，边跨加密区长度为750㎜，中间跨全长加密。

>=⨯⨯==%2012.0200250/3.502/2sv1sv bs A ρ177.0/26.0yv t =f f
6.3.1次梁荷载： 顶层 kN/m 596.152734.05.12314.6=⨯++⨯=p 其他层 kN/m 515.1866
7.3394.25.12207.5=+++⨯=p 6.3.2次梁弯矩计算：顶层 m kN 847.564
.5596.1581812
2
⋅=⨯⨯=
=ql M 中 其他层 m
kN 487.674
.5515.188
1812
2
⋅=⨯⨯==ql
M 中
6.3.3剪力计算：顶层 kN
1.4024
.5596.152=⨯==ql V 其他层 kN
99.492
4
.5515.182=⨯=
=ql V
6.3.4梁正截面受弯计算 顶层： 1492
.0365
2003.140.110
847.562
3
20
c 1s =⨯⨯⨯⨯=
=
bh
f M
αα
1624.01492.021212121s =⨯--=--=αξ
纵向钢筋受压区高度x ≤0.350h
2
y
0c 1s mm 02.565300
1624
.04652503.140.1=⨯⨯⨯⨯=
=
f bh f A ξ
α
下部实际配筋316 =s A 6032mm A A /s ＞0.2%
其他层 1771
.0365
2003.140.110
487.672
3
20
c 1s =⨯⨯⨯⨯=
=
bh
f M
αα
1964.01771.021212121s =⨯--=--=αξ≤0.350h
2
y
0c 1s mm
44.683300
1964
.04652503.140.1=⨯⨯⨯⨯=
=
f bh f A ξ
α
下部实际配筋218+116 =s A 710.12mm A A /s ＞0.2%
6.3.5斜截面受剪承载力计算
截面验算 kN 975.2603652003.140.125.0)25.0(0c c =⨯⨯⨯⨯=bh f β＞b V 截面符合要求。

承载力计算：由于kN 073.7036520043.17.07.00t =⨯⨯⨯=bh f ＞b V 不用计算配箍筋，只需按照构造配筋区双肢箍8@250。

6.4 楼板配筋计算
楼板配筋计算取一区计算，结构布置图见下页，楼板按照弹性理论计算，A 区格板两边简支，B 、D 区格板三边简支，C 、E 板为单向板，两边固定。

6.4.1双向板荷载计算
顶层： 2kN/m 812.535.1305.4=⨯=g 2kN/m 7.04.15.0=⨯=q 2kN/m 512.67.0812.5=+=p
其他层 2kN/m 793.435.155.3=⨯=g 2kN/m 5.34.15.2=⨯=q 2kN/m 293.85.3793.4=+=p 6.4.2荷载调整 顶层 2
'kN/m 162.627.0812.52=+=+=q g g 2
'kN/m 35.027.02===q q 其他层 2'kN/m
543.62
5.3793.42
=+
=+
=q g g 2
'kN/m
75.12
5.32
==
=
q q
6.4.3双向板弯矩计算，列表见下： 表
单向板按照两端固定计算，荷载按满布计算： 顶层 m kN 758.18.1512.61211212
2
⋅=⨯⨯==ql M 边 m kN 879.08.1512.62412412
2⋅=⨯⨯==ql M 中 其他层 m kN 373.28.1293.81211212
2⋅=⨯⨯==
ql M 边 m
kN 186.18
.1293.824
112
12
2⋅=⨯⨯=
=
ql
M 中
对于支座弯矩不平衡的，最大值进行计算。

m kN ⋅
取截面有效高度mm 70h mm 800y 0==x h 可近似取0
y s 95.0h f m
A =
计算钢筋截面
8@170 8@150 8@200 6@130 6@180 6@170 6@200
10@140 8@120 8@200 8@120 8@120 8@160 8@200 8@200 10@140
8@120
8@200
8@200
8@120 8@110 8@140
8@150
6@130
8@190
6@200
696.7 533.9 316.7 534 521.86 385.15 10@110 10@140 8@150 10@140 10@150 8@130 8@200 8@200 10@110
10@140
8@200
8@150
由设计要求确定基础埋深为0.5m ，基础高初拟为0.6m ，采用的二层新近沉积粘性土为持力层。

2k kN/m 170=f
基础内力设计值为：A 柱 轴力：1826.433 剪力：96.0 弯矩：207.6
B 柱 轴力：1960.359 剪力：104.68 弯矩：234.8
7.1确定A 基础尺寸
7.1.1 初步确定地基尺寸 A 柱基础尺寸：2
G 0m
32.125
.09.196.07.19170433
.1826=⨯-⨯-=
-=
d
f F A γ
由于偏心荷载不大，基础面积不增大，即20m 32.12==A A 设长宽比为1，m
51.35.12==
=
=A b l
取 m 5.3==b l
7.1.2 计算基底最大压力
基础及回填土重 kN 5.2691.15.3202G =⨯⨯==Ad G γ 基底竖向合力 kN 93.20955.26943.1826=+=∑F 基底总力矩 m kN 2.2656.00.966.207⋅=⨯+=∑M 偏心距 m 1265.093
.20952.265==
=
∑∑F
M e ＜
m
58.06
=l
所以偏心距作用点在基础平面内。

基地最大压力
134.0kPa kPa 2.2085.31265.0615.35.393
.209561min
max =
⎪⎭⎫ ⎝⎛
⨯±⨯⨯=
⎪⎭
⎫ ⎝
⎛±=
∑l e A
F p p
7.1.3 地基承载力设计值及地基承载力验算 根据地质资料查表得6.1 3.0d b ==ηη。

kPa
98.191)5.01.1(1
.15
.09.196.07.196.1)35.3(9.193.0170 )5.0()3(0d b k =-⨯⨯+⨯⨯
+-⨯⨯+=-+-+=d b f f γηγη
kPa
2.208max =p ＜kPa 38.23098.1912.12.1=⨯=f （满足）
kPa
1.1715
.35.353.2095=⨯=
=
∑A
F
p ＜kPa 98.191=f （满足）
采用3500×3500基础可以满足要求。

7.2确定B 基础尺寸
7.2.1 初步确定地基尺寸 B 柱基础尺寸：2
G 0m
225.135
.09.196.07.1917036
.1960=⨯-⨯-=
-=
d
f F A γ
由于偏心荷载不大，基础面积不增大，即20m 225.13==A A 由于中间宽度较小，将两基础合并，长宽比取1.5，m
2.45.1/225.1325.1/2=⨯==
A b ，取 m 4=b ，
m
65.1==b l
7.2.2 计算基底最大压力
基础及回填土重 kN 5281.16420G =⨯⨯⨯==Ad G γ 基底竖向合力 kN 72.4448528236.1960=+⨯=∑F
基底总力矩 m kN 42.56426.068.1040.2048.234⋅=⨯⨯++=∑M
偏心距 m 127.006
.442569.554==
=
∑∑F
M e ＜
m
0.16
=l
所以偏心距作用点在基础平面内。

基地最大压力为
161.9kPa
kPa 9.2086127.0616
472.444861min
max =
⎪⎭⎫ ⎝⎛
⨯±⨯⨯=
⎪⎭
⎫ ⎝
⎛±=
∑l e A
F p p 7.2.3 地基承载力设计值及地基承载力验算 根据地质资料查表得6.1 3.0d b ==ηη。

kPa
54.200)5.01.1(1
.15
.09.196.07.196.1)30.4(9.193.0170 )5.0()3(0d b k =-⨯⨯+⨯⨯
+-⨯⨯+=-+-+=d b f f γηγη
kPa
9.208max =p ＜kPa 65.24054.2002.12.1=⨯=f （满足）
kPa
36.1854
672.4448=⨯=
=
∑A
F
p ＜kPa 04.207=f （满足）
采用6000×4000基础可以满足要求。

7.3 基础配筋计算
基础配筋采用Ⅱ级钢，混凝土采用C30，基础高取600mm ，基础边高取300mm 。

混凝土强度 C30 2c N/m 3.14=f 2t N/m 43.1=f 2tk N/m 01.2=f 钢筋强度 HRB335 2y N/m 300=f 2yk N/m 335=f
mm
5500=h 2m mm 38004)550400(=⨯+=μ
7.3.1基础截面抗冲切验算及基础高度确定 A 柱: 0.12
2.14.02
.14.0s
1=+
=+
=βη
586
.13800
4550305.045.0m
s 2=⨯⨯+
=+
=u h αη
kN
1.209255038000.143.10.17.07.00m t h =⨯⨯⨯⨯⨯==h u f F l ηβ
B 柱: 0.12
2.14.02
.14.0s
1=+
=+
=βη
947.13800
4550405.045.0m
0s 2=⨯⨯+
=+
=u h αη
kN
1.209255038000.143.10.17.07.00m t h =⨯⨯⨯⨯⨯==h u f F l ηβ
基础高度满足要求。

7.3.2 基础配筋计算 7.3.2.1 A 柱
()⎥⎦⎤⎢⎣⎡
-+⎪⎭⎫ ⎝⎛-++=
I
l p p A G p p a l a M
max max c 212)2(121
()⎥⎦⎤⎢⎣⎡⨯-+⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯⨯-+⨯+⨯⨯=
5.334.1752.208645.269234.1752.208)4.00.7(5.1121
2
m
kN 38.419⋅=
⎪⎭⎫ ⎝
⎛
-++-=
A G p p b b a l M
2)2()(481
min max '2'
m kN 8.4415.35.35.26920.1342.208)4.05.32()4.05.3(481
2
⋅=⎪⎭
⎫ ⎝⎛⨯⨯-+⨯+⨯⨯-⨯=
2
6
y
0s1mm 7.28703005409.010
38.4199.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A
2
6
y
0s2mm 1.2975300
5509.010
8.4419.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A
Ⅰ方向选配12@1302mm 2955=A ，Ⅱ方向选配
12@130 2mm 2955=A 7.3.2.2 由于B 、C 柱距较小，且基础刚度较大，可近似按独立基础设计。

()⎥⎦⎤⎢⎣⎡
-+⎪⎭⎫ ⎝⎛-+-=
I
l p p A G p p a l a M
max max c 212)2(121
()⎥⎦⎤⎢⎣⎡⨯-+⎪⎭⎫ ⎝⎛⨯⨯-+⨯-⨯⨯⨯=
60.1949.2086452820.1949.208)4.042(9.1121
2
m
kN 5.847⋅=
⎪⎭⎫ ⎝
⎛
-++-=
A G p p b b a l M
2)2()(481
min max '2'
m kN 1.10946452829.1619.208)4.062()4.04(481
2
⋅=⎪⎭⎫ ⎝
⎛⨯⨯-+⨯+⨯⨯-⨯=
2
3
y
0s1mm 58133005409.010
5.8479.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A
2
6
y
0s2mm 9.7367300
5509.010
1.10949.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A
Ⅰ方向选配14@1202mm 7698=A ，Ⅱ方向选配
14@100 2mm 600=A
8.楼梯计算
采用板式楼梯，板厚为l
h )301~25
1(
=
mm
)120~100(3000)30
1~25
1(
=⨯=
取120mm,平台板厚取60mm,楼梯单跑高度为1.95m ，梯段长度为3.578m,平面布置图见下：
8.1荷载计算： 8.1.1恒载计算 梯段恒荷载： 结构荷载
2
kN/m
453.525)225.015.0312.0578.3(=⨯⨯⨯+÷⨯
粉刷
2
kN/m
243.165.0)25.015.0(417301.0578.3=⨯+⨯+⨯÷⨯
恒载设计值
2kN/m 04.935.1)243.1453.5(=⨯+
平台恒荷载 2kN/m 32.265.01701.02506.0=+⨯+⨯ 设计值 2kN/m 132.335.132.2=⨯ 8.1.2 活载设计值 2kN/m 5.31.4.52=⨯ 8.2 受力及配筋计算 8.2.1梯段计算 跨中弯矩 m
kN 29.110
.3)5.304.9(10
1)(10
12
2
max ⋅=⨯+=
+=l
q g M
板配筋计算 2
6
y
0s mm 35.597210
1009.010
29.119.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A
选配10@130 =A 6042mm
8.2.2 平台计算
平台两边支撑于梁上，为单向板，按简支计算。

跨中弯矩 m
kN 69.28
.1)5.3132.3(8
1)(8
12
2
max ⋅=⨯+=
+=l
q g M
板配筋计算 2
6
y
0s mm
82.355300
409.010
69.29.0=⨯⨯⨯=
=
f h M A。