某教学楼结构设计毕业论文

某教学楼结构设计毕业论文
1 课题简介
本课题为地区某中学教学楼建筑及结构设计。

要求设计的建筑面积3000平方米左右，层数不超过五层，混凝土框架结构，具有办公、教学、活动、等设施和功能，其他条件参照规及使用要求。

抗震设防烈度为7度，场地类别为II类，设计地震分组为第一组。

通过完成本课题，使我所学的基础理论和专业知识得到综合应用。

在查阅资料、建筑的功能分析、结构分析、和计算能力、工程绘图能力、计算机软件的应用能力、科技论文（报告）的撰写能力、口头表达能力等多方面得到训练和提高。

了解并掌握工程设计的过程、步骤和方法，为毕业后从事建筑工程领域的技术工作及相关工作奠定坚实基础。

2 建筑结构设计
2．1 工程概况
本工程为区海门中学H栋教学楼。

建设地点位于；建筑面积约为3000平方米；结构形式为现浇钢筋混凝土框架结构，主体部分五层，无地下室；建筑耐火等级为二级，设计合理使用年限为50年。

建筑结构安全等级为二级，三级框架，抗震设防烈度为7度，设计分组为第一组，设计基本地震加速度值为0.015g；地基基础设计等级为丙级。

建设场地位于疏港路东侧，地势较平坦。

根据地区地质图，场地无影响其稳定性的断裂通过。

根据地质勘测报告，建设场地属基本稳定场地，场地土为Ⅱ类。

2．2 建筑设计说明
本毕业设计课题为区海门中学H栋教学楼建筑及结构设计。

建筑总面积为3000平方米左右，混凝土框架结构，主体五层。

具有办公、教学、交流等设施和功能。

这就要求教学楼的布局达到一定的协调才能满足，并且各开间功能必须明确。

再者，作为一个公共建筑，必须考虑其安全隐患及应付措施，这就要求必须有一个合理的走道、楼梯设计。

2.2.1 建筑设计部分
底层主要作为学生活动场所以及休息室；二层到五层为标准层，主要包括教师办公室、学生教室等；天台设置楼梯间；楼梯为双跑楼梯且分两端设置，梯设置在建筑入门左手边。

2.2.2 建筑略图
图2.1为首层层平面图，图2.2为二~四层平面图，图2.3为五层平面图，图2.4为屋顶平面图，图2.5为北立面图，图2.6为1-1剖面图，图2.7为东西立面图，图2.8为2-2剖面图。

图2.1 首层平面图
图2.2 二~四层平面图图2.3 五层平面图图2.4 屋顶平面图
图2.5 南立面图图2.6 1-1剖面图图2.7 东西立面图图2.8 2-2剖面图
2.3 结构设计说明
结构设计根据建筑施工图确定结构方案。

划分板块，布置次梁（墙下，洞口边应布置次梁，以及结构上需要的布梁，由跨度确定梁板的截面尺寸；柱的截面尺寸由轴压比限值初步确定，也可假定一配筋率根据轴心受压柱来计算柱的截面尺寸。

2.3.1 上部结构的设计
1）楼盖的设计：本设计选择三层楼盖进行设计。

按照荷载分析、力计算及配筋的一般过程，先设计楼板再设计次梁。

2）框架的设计：选取7轴所在框架进行设计。

按照荷载分析、力分析（包括恒载、活载和水平地震三种作用下的力分析）、侧移分析和验算（由于多层框架结构的整体弯曲变形很小，故仅验算其整体剪切变形）、力组合、截面设计的一般过程进行。

其中：竖向荷载作用下的力分析采用分层法；水平荷载作用下采用D值法。

最后，进行电算校核，分析误差，并为基础设计提供数据。

3）楼梯的设计：采用现浇板式楼梯。

包括梯段板的设计、平台板的设计以及平台梁的设计。

2.3.2 基础的设计
采用预制桩基础。

先由地质资料算出单桩承载力以及桩的截面，根据桩的条数确定承台的尺寸以及高度，然后再进行基础截面设计验算。

基础高度由混凝土抗冲切和剪切条件确定，基础配筋则由基础验算截面的抗弯能力确定。

除满足计算要求以外，还要满足一些规规定的构造要求。

要注意的是，在确定基础底面尺寸或计算基础沉降时，应考虑设计地面以下基础及其上覆土重力的作用；而在进行基础截面设计中，应采用不计上覆土重力作用时的地基净反力进行计算。

3 屋盖设计
3.1 屋盖设计资料
根据不同的支承情况和尺寸，屋盖的双向板可以分为A 、B 两种区格板，单向板只有一种。

屋盖板编号如图3.1所示：
图3.1 屋盖板编号图
钢筋混凝土面板结构层，120mm 板厚，100～140mm 厚（2％找坡）膨胀珍珠岩找坡层，2%的坡度，20mm 厚的水泥砂浆找平层，防水卷材，30mm 厚的XPS 挤塑泡沫板保温层，15mm 厚纸筋石灰抹底。

混凝土采用C30，0.11=α，8.01=β，
614.0=b ξ，2mm N 3.14=c f ，2mm N 43.1=t f ；钢筋采用HPB400，
2mm N 360=y f ，最小配筋率%179.0360
43.145.045.0min =⨯==y t f f ρ。

不上人屋面活荷载标准值为2kN/m 5.0
3.2 屋盖板设计
3.2.1 双向板设计 1) 荷载计算
板的恒荷载标准值：
20mm 厚1:2水泥砂浆找平
2kN/m 40.02002.0=⨯
100～140mm 厚（2％找坡）膨胀珍珠岩 2kN/m 84.07214
.010.0=⨯+ 120mm 厚现浇钢筋混凝土楼板
2kN/m 0.32512.0=⨯
15mm 厚纸筋石灰抹底
2kN/m 24.01615.0=⨯
小计
2kN/m 48.4
恒载分项系数取为1.2，活载取为1.4 则恒载设计值 2kN/m 376.548.42.1=⨯=g 活载设计值 2kN/m 7.05.04.1=⨯=q
则 2kN/m 726.52/7.0376.52/=+=+q g ,2kN/m 076.67.0376.5=+=+q g 2kN/m 35.02/7.02/==q 2) 计算跨度
02
01
m 2'
m 1'
m 2
m 1
图3.2 板弯矩计算简图
各区格板的计算跨度列于表3.1：
表3.1 各区格板跨度
区格 A B )(01m l 4.5 4.5 )(02m l 2.4 2.4 0201l l
1.875
1.875
3) 弯矩计算
跨中最大弯矩为当支座固定时在g+q/2作用下的跨中弯矩值，与支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和。

计算时，混凝土的泊松比取为0.2；支座最大负弯矩为当支座固定时g+q 作用下的支座弯矩。

A 区格板：875.10201=l l ，查表得
m kN 932.5)0229.02.00849.0()2)(0119.02.00509.0(2
012011⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 476.22)0849.02.00229.0()2)(0509.02.00119.0(2012012⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 929.11)(1113.0"'20111⋅-=+-==l q g m m m kN 392.8)(0783.0"'20122⋅-=+-==l q g m m
B 区格板：875.10201=l l ，查表得
m kN 597.42)0229.02.00849.0()2)(0052.02.00390.0(2012011⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 559.12)0849.02.00229.0()2)(0390.02.00052.0(2012012⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 778.8)(0819.0"'20111⋅-=+-==l q g m m m kN 120.6)(0571.0"'20122⋅-=+-==l q g m m
对于边区格板的简支边，取'm 或0"=m ，各区格板分别算得的弯矩设计值，列于表3.2：
表3.2 各区格板弯矩设计值
区格 1m
2m
'1m
"1m
'
2m "
2
m A 5.932 2.476 0 -11.929 0 -8.392 B
4.597
1.559
-8.778
-8.778
-6.120
4) 截面设计
由于是双向配筋，两个方向的截面有效高度不同。

考虑到短跨方向的弯矩比
长跨方向的大，故应将短跨方向的跨中受拉钢筋放在长跨方向的外侧，以期具有较大的截面有效高度。

通常取值分别如下：短跨方向，m m 1002012001=-=h ；长跨方向，mm 903012002=-=h ；支座处，mm 1000=h ；mm 1000=b 。

A B 板短跨跨中方向配筋计算示意：
截面抵抗系数 041.010010003.140.110932.52
6
201
1=⨯⨯⨯⨯=
=bh f M c s αα 614.0042.0041.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求 979.0)041.0211(5.0)211(5.0=⨯-+⨯=-+=s s αγ
则26
01m m 170100
971.036010932.5=⨯⨯⨯=
=h f M A s y s γ 选用150@8，2mm 335=s A 验算：%179.0%335.0100
1000335
min 01=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求 表3.3 屋盖板双向板配筋表
截面
)
m kN (⋅M
s α
ξ
s γ错
误!未
找到
引用源。

)
mm (2s A 错误!未
找到引用源。

配筋
实际
)mm (2
s A
配筋率
888801
8续表3.3
88
3.2.2 单向板设计
由上节里双向板的计算可知屋盖的荷载总设计值为： 2kN/m 076.67.0376.5
=+=+q g
采用轴线间距离mm 300001=l ，mm 840002=l 。

取1m 板宽作为计算单元,可画出计算简图如图3.3：
g+q=6.076kN/m 2
图3.3 单向板计算简图
跨中处最大弯矩设计值 m kN 825.63067.68
1)(8122
01⋅=⨯⨯=+=l q g M 跨中
板厚mm 120，设mm 20=s α，故m m 100201200=-=h
截面抵抗系数 048.0100
10003.140.110825.962
6
20
1=⨯⨯⨯⨯==bh f M c s αα 614.0049.0048.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求 976.0)048.0211(5.0)211(5.0=⨯-+⨯=-+=s s αγ
则26
0m m 333100
976.021010825.6=⨯⨯⨯=
=h f M A s y s γ 选用160@8φ，2mm 314=s A 验算：%178.0%314.0100
1000314min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求
注：长跨方向的跨中均采用构造配筋200@8φ，支座配筋采用相邻板的支座钢筋。

3.3 屋盖次梁设计
3.3.1 设计资料
屋盖板的恒、活荷载设计值分别是2m kN 376.5、2m kN 7.0；女儿墙用加气混凝土砌块墙，墙厚mm 200，双面粉刷mm 20厚混合砂浆。

墙体自重2m /kN 01.2,次梁混凝土采用C30，纵向钢筋均采用HRB400（2mm N 360=y f ），箍筋采用HPB235（2mm N 210=yv f ，mm 120'=f h ）取保护层厚度为mm 25，mm 35=s a 。

结构平面布置简图如图3.4所示，次梁只有一种。

图3.4 结构平面布置简图
3.3.2 次梁计算 1） 荷载设计值
梁截面尺寸 mm 250mm 500⨯=⨯b h ，mm 465355000=-=h 恒荷载设计值 板传来的恒荷载 m kN 58.222.4376.5=⨯ 次梁自重 m kN 60.32.125)12.05.0(25.0=⨯⨯-⨯ 次梁粉刷 m kN 49.02.1172)12.05.0(25.0=⨯⨯⨯-⨯ 小计 m kN 67.26=g
活荷载设计值 板传来的活荷载 m kN 94.22.47.0=⨯=q 荷载总设计值 m kN 61.29=+q g 2） 计算简图
计算简图如图3.5所示：
g+q=29.61kN/m
7200mm
图3.5 次梁计算简图
3） 力计算
跨中弯矩 m kN 87.1918
2.761.298)g 2
2
⋅=⨯=+=
l q M （中 支座弯矩 m kN 92.12712
2.761.2912)(2
2
⋅=⨯=+=l q g M 支
支座剪力 kN 60.10622.761.292)(=÷⨯=+=l q g V 4） 承载力计算
正截面受弯承载力
属于T 型截面，且1.021.0565/120/0'>==h h f ，
mm 16901201225012''=⨯+=+=f f h b b ，
m
kN 87.191m kN 5.1464)2120565(12016903.140.1)2('0''1⋅>⋅=-⨯⨯⨯⨯=-f f f c h h h b f α故属于第一类T 型截面。

跨中截面抵抗系数 025.056516903.140.11087.1912
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯=
=h b f M f
c s αα 614.0025.0025.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 9553603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯==y c f s f f h b A αξ 选用3
20，2mm 943=s A
验算：%179.0%668.0565
250943min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求 支座截面抵抗系数 017.056516903.140.110927.1272
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯=
=h b f M f
c s αα 614.0017.0043.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 6343603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯==y c f s f f h b A αξ 选用316，2mm 603=s A
验算：%179.0%427.0565
250603min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求 斜截面受剪承载力
验算截面尺寸：mm 445120565'0=-=-=f w h h h 因478.1250/445/<==b h w 故 截面尺寸按下式计算：
kN 60.106kN 97.5045652503.140.125.025.0=>=⨯⨯⨯⨯=V bh f o c c β 故截面尺寸满足要求
kN 60.106kN 39.14156525043.17.07.00=>=⨯⨯⨯=V bh f t 故各截面均按构造配筋，采用2mm 101,200@8=φsv A 则
%16.0210/43.124.024.0%202.0)200250/(101min ,=⨯==>=⨯==
yv
t sv sv sv f f
bs A ρρ 满足要求。

4 楼面设计
4.1 四层楼面设计
根据不同的支承情况和尺寸，四层楼盖的双向板可以分为A 、B 两种区格板，单向板只有一种。

该层楼板编号如图4.1所示：
图4.1 楼板编号图
板厚为100mm ，厚石灰砂浆20mm ，水磨石面层；办公室、卫生间处板活荷载为 22.0kN/m ；走廊处板活荷载取为22.5kN/m ；混凝土均采用C30（0.11=α，
8.01=β，614.0=b ξ，2mm N 3.14=c f ，2mm N 43.1=t f ）；钢筋采用HPB235（2mm N 210=y f ），最小配筋率%306.0210
43
.145.045.0min =⨯==y t f f ρ 4.1.1 双向板设计 1) 荷载计算
板的恒荷载标准值：
水磨石面层 ./65.02m kN 100mm 厚钢筋混凝土板 2/5.22510.0m kN =⨯ 20mm 厚石灰砂浆 2/34.01702.0m kN =⨯ 小计 2/49.3m kN 恒载分项系数取为1.2，活载取为1.4 则恒载设计值 2kN/m 188.449.32.1=⨯=g 活载设计值 2kN/m 8.20.24.1=⨯=q
则 2kN/m 588.52/8.2188.42/=+=+q g 2kN/m 988.68.2188.4=+=+q g 2kN/m 4.12/8.22/==q 2) 计算跨度,如图4.2所示：
02
01
m 1'
m 2
m 1
图4.2 板弯矩计算简图
各区格板的计算跨度列于表4.1：
表4.1 各区格板跨度
3) 弯矩计算
跨中最大弯矩为当支座固定时在g+q/2作用下的跨中弯矩值，与支座铰支时在q/2作用下的跨中弯矩值之和。

计算时，混凝土的泊松比取为0.2；支座最大负弯矩为当支座固定时g+q 作用下的支座弯矩。

A 区格板：875.10201=l l ，查表得
区格 A B )(01m l 4.5 4.5 )(02m l 2.4 2.4 0201l l
1.875
1.875
m kN 026.8)0229.02.00849.0()2)(0119.02.00509.0(2
012011⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 395.32)0849.02.00229.0()2)(0509.02.00119.0(2012012⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 898.14)(1113.0"'20111⋅-=+-==l q g m m m kN 481.10)(0783.0"'20122⋅-=+-==l q g m m
B 区格板：875.10201=l l ，查表得
m kN 580.6)0229.02.00849.0()2)(0052.02.00390.0(2012011⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 404.22)0849.02.00229.0()2)(0390.02.00052.0(2012012⋅=⨯+++⨯+=ql l q g m m kN 963.10)(0819.0"'20111⋅-=+-==l q g m m m kN 643.7)(0571.0"'20122⋅-=+-==l q g m m
对于边区格板的简支边，取'm 或0"=m ，各区格板分别算得的弯矩设计值，列于表4.2：
表4.2 各区格板弯矩设计值
区格 1m
2m
'1m
"1m
'
2m "
2
m A 8.026 3.395 0 -14.898 0 -10.481 B
6.580
2.404
-10.963
-10.963
-7.643
4) 截面设计
由于是双向配筋，两个方向的截面有效高度不同。

考虑到短跨方向的弯矩比长跨方向的大，故应将短跨方向的跨中受拉钢筋放在长跨方向的外侧，以期具有较大的截面有效高度。

通常取值分别如下：短跨方向，m m 1002012001=-=h ；长跨方向，mm 903012002=-=h ；支座处，mm 1000=h ；mm 1000=b 。

A B 板短跨跨中方向配筋计算示意：
截面抵抗系数 056.0100
10003.140.110026.82
6
201
1=⨯⨯⨯⨯==bh f M c s αα
614.0058.0056.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求 971.0)056.0211(5.0)211(5.0=⨯-+⨯=-+=s s αγ
则26
01m m 394100
971.021010026.8=⨯⨯⨯=
γ=h f M A s y s 选用120@8φ，2mm 419=s A 验算：%178.0%419.0100
1000419
min 01=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求。

三层楼板双向板其他配筋见表4.3：
表4.3 三层楼板双向板配筋表
截面
m)
(kN ⋅M
s α
ξ
s γ错
误!未
找到
引用源。

)
mm (2s A 错误!未
找到引用源。

配筋
实际
)mm (2
s A
配筋率
续表4.3
4.1.2 单向板设计 板的恒荷载标准值：
水磨石面层 2kN/m 65.0 120mm 厚钢筋混凝土板 2kN/m 0.32512.0=⨯ 20mm 厚石灰砂浆 2kN/m 34.01702.0=⨯ 小计 2kN/m 99.3
恒载分项系数取为1.2，活载取为1.4 则恒载设计值 2kN/m 788.499.32.1=⨯=g 活载设计值 2kN/m 5.35.24.1=⨯=q 荷载总设计值 2kN/m 288.85.3788.4=+=+q g
采用轴线间距离mm 300001=l ，mm 840002=l 。

取1m 板宽作为计算单元,可画出计算简图如图4.3所示：
+=8.288
图4.3 单向板计算简图
跨中处最大弯矩设计值 m kN 324.93288.881)(8122
01⋅=⨯⨯=+=l q g M 跨中
板厚mm 120，设mm 20=s α，故m m 100201200=-=h
截面抵抗系数 065.0100
10003.140.110324.92
6
20
1=⨯⨯⨯⨯==bh f M c s αα 614.0067.0065.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求 966.0)065.0211(5.0)211(5.0=⨯-+⨯=-+=s s αγ
则26
0m m 460100
966.021010324.9=⨯⨯⨯=
=h f M A s y s γ 选用100@8φ，2mm 503=s A 验算：%306.0%503.0100
1000503min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求 注：长跨方向的跨中均采用构造配筋200@8φ，支座配筋采用相邻板的支座钢筋。

4.2 次梁设计
板的恒荷载活荷载分别是2m kN 788.4、2m kN 8.2；墙体采用加气混凝土砌块墙，墙厚mm 200，双面粉刷mm 20厚混合砂浆。

则墙体自重2m /kN 01.2,混凝土均采用C30（0.11=α，8.01=β，614.0=b ξ，2mm N 3.14=c f ，2mm N 43.1=t f ）
； 纵向钢筋均采用HRB400（2mm N 360=y f ），箍筋采用HPB235（2mm N 210=yv f ，mm 120'=f h ）
；最小配筋率%179.0360
43
.145.045.0min =⨯==y t f f ρ。

取保护层厚度为mm 25，mm 35=s a 。

图4.4 结构平面布置简图
4.2.1 次梁CL1的设计 1) 荷载设计值
梁截面尺寸 mm 250mm 600⨯=⨯b h ，m m 565356000=-=h 恒荷载设计值 板传来的恒荷载 m kN 11.202.4788.4=⨯ 墙体自重 kN/m 24.72.1)6.06.3(01.2=⨯-⨯ 墙面粉刷 m kN 45.22.1217)6.06.3(02.0=⨯⨯⨯-⨯ 次梁自重 m kN 60.32.125)12.06.0(25.0=⨯⨯-⨯ 次梁粉刷 m kN 39.02.1172)12.06.0(02.0=⨯⨯⨯-⨯
小计 m kN 79.33=g
活荷载设计值 板传来的活荷载 m kN 76.112.48.2=⨯=q 荷载总设计值 m kN 55.45=+q g 2) 计算简图
g+q=45.55kN/m
图4.5 次梁CL1计算简图
3) 力计算
跨中弯矩 m kN 16.2958
2.755.458)g 2
2
⋅=⨯=+=
l q M （中 支座弯矩 m kN 78.19612
2.755.4512)(2
2
⋅=⨯=+=l q g M 支
支座剪力 kN 98.16322.755.452)(=÷⨯=+=l q g V 4) 承载力计算
跨中正截面设计：属于T 型截面，且1.021.0565/120/0'>==h h f ，
mm 16901201225012''=⨯+=+=f f h b b ，
m
kN 16.295m kN 5.1464)2120565(12016903.140.1)2('0''1⋅>⋅=-⨯⨯⨯⨯=-f f f c h h h b f α故属于第一类T 型截面。

跨中截面抵抗系数 038.0565
16903.140.11016.2952
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯==h b f M f
c s αα 614.0039.0038.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 14803603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯==y c f s f f h b A αξ 选用422，2mm 1520=s A
验算：%179.0%076.1565
2501520min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求。

支座截面抵抗系数 026.056516903.140.11078.1962
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯=
=h b f M f
c s αα 614.0026.0026.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 9803603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯==y c f s f f h b A αξ 选用320，2mm 943=s A
验算：%179.0%668.0565
250943min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求。

斜截面受剪承载力，验算截面尺寸：mm 445120565'0=-=-=f w h h h 因
478.1250/445/<==b h w ,故截面尺寸按下式计算：
kN 98.163kN 97.5045652503.140.125.025.0=>=⨯⨯⨯⨯=V bh f o c c β
故截面尺寸满足要求kN 98.163kN 39.14156525043.17.07.00=<=⨯⨯⨯=V bh f t 故各截面需计算配置箍筋
/mm mm 152.056521025.1565
25043.17.01098.16325.17.023001=⨯⨯⨯⨯⨯-⨯=-≥h f bh f V s nA yv t sv 采用200@8φ，实有
/mm mm 152.0/mm mm 503.0200
3
.502221>=⨯=s nA sv （可以）
%16.0210/43.124.024.0%202.0)200250/(101min ,=⨯==>=⨯==
yv
t sv sv sv f f
bs A ρρ 满足要求。

4.2.2 次梁CL2的设计 1） 荷载设计值
梁截面尺寸 mm 250mm 600⨯=⨯b h ，m m 565356000=-=h 恒荷载设计值 板传来的恒荷载 m kN 11.202.4788.4=⨯ 次梁自重 m kN 60.32.125)12.06.0(25.0=⨯⨯-⨯ 次梁粉刷 m kN 49.02.1172)12.06.0(25.0=⨯⨯⨯-⨯ 小计 m kN 20.24=g
活荷载设计值 板传来的活荷载 m kN 76.112.48.2=⨯=q 荷载总设计值 m kN 96.35=+q g 2） 计算简图
3000
g+q=35.96kN/m
图4.6 次梁CL2计算简图
3） 力计算
跨中弯矩 m kN 02.2338
2.796.358)g 2
2
⋅=⨯=+=
l q M （中 支座弯矩 m kN 35.15512
2.796.3512)(2
2
⋅=⨯=+=l q g M 支
支座剪力 kN 46.12922.796.352)(=÷⨯=+=l q g V 4） 承载力计算
正截面设计
属于T 型截面，且1.021.0565/120/0'>==h h f ，
mm 16901201225012''=⨯+=+=f f h b b ，
m kN 02.233m kN 5.1464)2120565(12016903.140.1)2('0''1⋅>⋅=-⨯⨯⨯⨯=-αf f f c h h h b f 故属于第一类T 型截面。

跨中截面抵抗系数 030.0565
16903.140.11002.2332
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯==h b f M f
c s αα 614.0031.0030.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 11633603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯=αξ=y c f s f f h b A 选用420，2mm 1256=s A
验算：%179.0%889.0565
2501256min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求。

支座截面抵抗系数 020.056516903.140.11035.1552
6
20
'1=⨯⨯⨯⨯=
=h b f M f
c s αα 614.0020.0020.0211211=<=⨯--=--=b s ξαξ，符合要求
则210'mm 7723603.140.156********.0=⨯⨯⨯⨯=αξ=y c f s f f h b A 选用318，2mm 764=s A
验算：%179.0%541.0565
250764min 0=>=⨯==
ρρbh A s ，同时%2.0>ρ，符合要求。

斜截面受剪承载力
验算截面尺寸：mm 445120565'0=-=-=f w h h h 因478.1250/445/<==b h w 故 截面尺寸按下式计算：
kN 46.129kN 97.5045652503.140.125.025.0=>=⨯⨯⨯⨯=V bh f o c c β 故截面尺寸满足要求
kN 46.129kN 39.14156525043.17.07.00=>=⨯⨯⨯=V bh f t 故各截面均按构造配筋，采用2mm 101,200@8=φsv A 则
%16.0210/43.124.024.0%202.0)200250/(101min ,=⨯==>=⨯==
yv
t sv sv sv f f
bs A ρρ 满足要求。

四层楼盖次梁的配筋情况如表4.4所示。

表4.4 四层楼盖次梁配筋表
截面
)
m kN (⋅M
s α
ξ
)
mm (2s A 错误!未找到引用源。

配筋 实际)mm (2s A
配筋率
CL1 跨中 295.16 0.038 0.039 1480 422 1520 1.076% 320 420 318
注：以上次梁各截面箍筋均采用 200@8φ
5 一榀框架计算（选取7轴线框架）
5.1 设计资料
1）设计标高：室设计标高±0.000，室外高差mm 600，除首层4.0m 外，其他各层层高m 6.3。

2）墙身做法：一般墙体采用加气混凝土砌块墙，墙厚mm 200，双面粉刷mm 15 厚混合砂浆。

则墙体自重2kN/m 01.2。

3）楼面做法：水磨石面层2kN/m 65.0，mm 120厚钢筋混凝土板，板底mm 20 厚石灰砂浆。

4）屋面做法：钢筋混凝土面板结构层，mm 20厚的水泥陶粒找坡层，2%的坡
度，mm 20厚的水泥砂浆找平层，防水卷材，mm 30厚的XPS 挤塑泡沫板 保温层，mm 20厚水泥砂浆垫层，mm 25厚的干硬性水泥砂浆保护层。

5）门窗做法：门厅处为铝合金门窗，其他均为木门，钢窗。

6）地质资料：属II 类建筑场地，地区，地震设计分组为第一组。

7）活荷载：不上人屋面活荷载2kN/m 5.0，楼面活载为2kN/m 0.2，走廊楼面 活荷载2m 2.5kN 。

5.2 结构布置及结构计算简图
结构布置如图4.4所示，结构计算简图如图5.1所示。

根据地质资料，确定基础顶面离室外地面为00mm 5，由此求得底层层高为4.0m 。

各梁柱构件的线刚度经计算后列于图5.1。

其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇板的作用，取
02I I =（0I 为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩）。

AB 跨梁：)m (1030.292.775.03.0121
23430c E E i -⨯=⨯⨯⨯
= CD 跨梁：)m (1089.142.450.03.012
1
23430c E E i -⨯=⨯⨯⨯=
BC 跨梁： )(m 1089.80.34.025.0121
23430c E E i -⨯=⨯⨯⨯=
上部各层柱： )m (1049.96.345.045.0121
3430c E E i -⨯=⨯⨯⨯=
底层柱： )m (1054.80.445.045.0121
3430c E E i -⨯=⨯⨯⨯=
图5.1 结构计算简图
5.3 竖向荷载计算
5.3.1 恒荷载计算 1）屋面框架梁线荷载标准值
20mm 厚1:2水泥砂浆找平
2kN/m 40.02002.0=⨯
100～140mm 厚（2％找坡）膨胀珍珠岩 2m /kN 84.07214
.010.0=⨯+ 120mm 厚现浇钢筋混凝土楼板
2m /kN 0.32512.0=⨯
15mm 厚纸筋石灰抹底
2m /kN 24.01615.0=⨯
屋面恒荷载
2m /kN 48.4
边跨（AB 、CD 跨）框架梁自重 m /kN 63.52575.03.0=⨯⨯ 梁侧粉刷
m /kN 43.01702.0)12.075.0(2=⨯⨯-⨯
中跨（BC 跨）框架梁自重 m /kN 50.2254.025.0=⨯⨯
梁侧粉刷 m /kN 19.01702.0)12.04.0(2=⨯⨯-⨯
因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为：
m kN 06.61414==CD AB g g （注：这里的下标4表示第四层即顶层框架梁） m kN 69.214=BC g
m kN 82.182.448.42424=⨯==CD AB g g m kN 44.130.348.424=⨯=BC g
2）楼面框架梁线荷载标准值
楼面恒荷载 2m /kN 99.3 边跨框架梁及梁侧粉刷 m /kN 06.6 边跨墙体自重 m /kN 73.5)75.06.3(01.2=-⨯ 墙面粉刷 m kN 94.117202.0)75.06.3(=⨯⨯⨯- 中跨框架梁及两侧粉刷 2m /kN 69.2 因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为：
m kN 74.1394.173.506.611=++==CD AB g g ，m kN 69.21=BC g m kN 76.162.499.322=⨯==CD AB g g ，m kN 97.110.399.32=⨯=BC g
3）屋面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重 kN 4.50254.88.03.0=⨯⨯⨯ 连系梁粉刷
kN 88.3174.82)12.08.0(02.0=⨯⨯⨯-⨯
0.6m 高的女儿墙自重 kN 13.1001.24.86.0=⨯⨯ 女儿墙粉刷
kN 43.3174.8202.06.0=⨯⨯⨯⨯
连系梁传来屋面自重 kN 03.7948.44.821
4.821=⨯⨯⨯⨯
次梁自重及粉刷的集中荷载 kN 27.122.122.7)49.06.3(4
1
=⨯⨯+⨯
顶层边节点集中荷载 kN 14.15944==D A G G 中柱连系梁自重 kN 40.50
连系梁粉刷 kN 88.3
连系梁传来屋面自重 kN 37.4648.45.1)0.34.84.8(2
1
=⨯⨯-+⨯
kN 03.7948.42.44.821
=⨯⨯⨯
次梁自重及粉刷的集中荷载 kN 27.12 顶层中节点集中荷载 kN 95.19144==C B G G 4）二层、四层楼面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重 kN 4.50
连系梁粉刷
kN 884.3
钢窗自重 kN 21.4245.08.16.2=⨯⨯⨯ 窗下墙体自重 kN 98.1501.2)45.04.8(0.1=⨯-⨯ 墙体粉刷 kN 70.217)45.04.8(02.00.1=⨯-⨯⨯ 窗边墙体自重 kN 13.1001.28.28.1=⨯⨯ 墙体粉刷 kN 43.321702.08.28.1=⨯⨯⨯⨯ 框架柱自重 kN 23.18256.345.045.0=⨯⨯⨯ 柱体粉刷 kN 47.1176.302.02.1=⨯⨯⨯
连系梁传来屋面自重 kN 38.7099.34.821
4.821=⨯⨯⨯⨯
次梁自重及粉刷的集中荷载 kN 27.12 二层、四层边节点集中荷载 kN 08.193==D A G G
中柱连系梁自重 kN 40.50
连系梁粉刷 kN 88.3 纵墙自重 kN 74.4401.2)45.04.8(8.2=⨯-⨯
扣除门洞重加上门重 kN 98.4)2.069.2(0.10.2-=-⨯⨯- 扣除窗洞重加上窗重kN 38.5)45.069.2()5.02.38.00.1(-=-⨯⨯+⨯- 框架柱自重 kN 23.18 柱体粉刷 kN 47.1
连系梁传来屋面自重 kN 30.4199.35.1)0.34.84.8(2
1
=⨯⨯-+⨯
kN 38.7099.32.44.821
=⨯⨯⨯
次梁自重及粉刷的集中荷载 kN 27.12 二层、四层中节点集中荷载 kN 31.232==C B G G 5）三层楼面框架节点集中荷载标准值
三层边节点与中节点分别比二层、四层的边节点和中节点多了次梁上墙自
重及粉刷传来的集中荷载 kN 07.292.122.7)45.224.7(41
=⨯⨯+⨯
故三层边节点集中荷载 kN 15.22222==D A G G 三层中节点集中荷载 kN 38.26122==C B G G 恒荷载作用下的结构计算简图如图5.2所示。

81400
81400
140088
00600g 4AB1
g 4AB2
g AB2g AB1
g AB2g AB1g AB2g AB1
图5.2 恒荷载作用下的结构计算简图 5.3.2 楼面活荷载计算
楼面活载作用下的结构计算简图如图5.3所示。

图中个荷载值计算值如下: m kN 1.22.45.044=⨯==CD AB p p m kN 5.10.35.04=⨯=BC p
m kN 82.85.04.821
4.82144=⨯⨯⨯⨯==D A P P
m kN 00.145.04.84.841
5.05.1)0.34.84.8(2144=⨯⨯⨯+⨯⨯-+==C B P P
m kN 4.82.40.2=⨯==CD AB p p m kN 5.70.35.2=⨯=BC p
m kN 28.350.24.821
4.821=⨯⨯⨯⨯==D A P P
m kN 16.610.24.84.84
1
5.25.1)0.34.84.8(21=⨯⨯⨯+⨯⨯-+==C B P P
4AB
4AB
P D
P C
P B
P A
P 4D
P 4C
P 4B
4BC
P 4A
D
C
B
A
21001500
P A
P B
P C
P D
P A
P B
P C
P D
图5.3 活荷载作用下的结构计算简图
5.4 力计算
5.4.1 恒荷载作用下的力计算
恒载作用下的力计算采用分层法，除底层柱以外其他柱的线刚度取框架柱实际线刚度的0.9；除底层以外其他各层柱的弯距传递系数取为1/3，结构力可用弯距分配法计算。

梁上分布荷载由矩形和梯形（或三角形）两部分组成，在求固端弯矩时可直接根据图示荷载计算，也可根据固端弯矩相等的原则，先将矩形分布荷载及三角形分布荷载，化为等效均布荷载（图5.4）。

g 边＇
g 中＇
g 边＇
图5.4 分层法计算简图 把梯形荷载、三角形荷载化作等效均布荷载
m kN 14.2282.18292.0292.02106.6g 21g 3
2AB2432AB144=⨯+⨯-+=+-+=）（）（＇边
ααg
m kN 11.0913.445.05.0212.6921g 324BC232BC144=⨯+⨯-+=+-+
=）（）（＇中g g αα m kN 06.2876.16292.0292.02174.13g 21g 32AB232AB1=⨯+⨯-+=+-+=）（）（＇边
ααg m kN 10.1711.975.05.0212.69g 21g 32BC232BC1=⨯+⨯-+=+-+=）（）（＇中ααg
图5.4所示结构力可用弯矩分配法计算并可利用结构对称性取二分之一结构计算。

各杆的固端弯矩为
m kN 64.952.714.22121
121224⋅=⨯⨯==
边＇边l g M AB m kN 27.330.309.1131
31224⋅=⨯⨯==中＇中l g M BC
m kN 64.160.309.1161
61224⋅=⨯⨯==中＇中l g M CB
m kN 22.1212.706.281211212
2⋅=⨯⨯==边
＇边l g M AB m kN 51.300.317.1031
3122⋅=⨯⨯==中＇中l g M BC
m kN 26.150.317.106
1
6122⋅=⨯⨯==中＇中l g M CB
顶层弯矩分配法计算过称如图5.5所示，计算所得结构弯矩图见图5.6（a ）。

同样可用分层法求得中间层及底层的弯矩图，列于图5.6。

4.89
-54.80
-20.74
75.54
-29.5029.500.36-0.36-0.34-1.17
-1
1.871/2
0.85 2.93
24.127.04-3.78
-1
12.061/2-7.56-2.21-2.29
2.29
1/21/218.88
-18.88
-18.19
-16.64
-33.27
-62.32
1/237.02-1
-31.16
21.6174.0395.64
-95.64
CB
0.190
BC
0.183
B下
0.627
0.774
BA
AB
A下0.226
图5.5 恒载作用下顶层弯矩分配法计算过程
20.74
20.74
6.916.919.83
9.8354.854.8
75.5475.54
29.5
29.5
29.5
29.5
（a ） 顶层弯矩图
53.0253.029.71
9.71
7.277.27
21.82
21.8258.8796.6696.6658.2429.12
29.12
9.71
29.12
21.82
7.2721.82
7.279.7129.12
（b ） 中间层弯矩图
19.2519.25
12.85
9.639.6312.8525.70
55.8625.70
30.16
22.53
22.53
30.16
55.8695.8154.0354.0395.8110.05
7.51
7.51
10.05
（c ） 底层弯矩图
图5.6 恒荷载作用下分层法弯矩计算结果
将各层分层法求得的弯矩图叠加，可得整个框架结构在恒荷载作用下的弯矩图。

很显然，叠加后框架各节点弯矩并不一定能达到平衡，这是由于分层法计算的误差所造成的。

为了提高精度，可将节点不平衡弯矩再分配一次进行修正，修正后竖向荷载作用下结构弯矩图如图5.7所示。

并进而可求得框架各梁柱的剪力
和轴力（图5.8）。

35.19
99.7526.80104.5035.29
26.50104.3180.1
37.02
62.1724.14
70.7235.53
71.4336.14
37.02
38.0328.65
12.85
12.8537.02
37.02
80.1
53.42
36.14
71.43104.31
26.6850.81
35.53
70.72
104.5024.14
62.1799.75
35.29
26.5026.8035.19
38.0328.65
12.8512.8550.8126.6827.10
50.66
50.6627.10
27.0452.8352.8327.0418.2718.27
53.42
图5.7 恒荷载作用下框架弯矩图（kN ·m ）
(6.62)
(15.47)
(14.97)
(14.77)
(7.87)
(20.09)(19.81)(20.43)1093.40813.34503.68222.96
281.86
623.65
994.93
1337.37
13.01
13.0197.4286.98
13.01
13.0196.8987.51
13.01
13.0196.7787.64
75.7914.12
14.12
63.82
注：括号为柱剪力
图5.8 恒荷载作用下框架梁剪力和柱剪力、轴力图（kN ）
5.4.2 楼面活荷载作用下的力计算
活荷载作用下的力计算也采用分层法，采用满布荷载法，但求得的梁的跨中
弯矩却比最不利荷载位置法的计算结果要小，因此对梁跨中弯矩应乘以1.1的系数予以增大。

将梯形、三角形荷载转化为等效均布荷载:
m kN 79.11.2292.0292.0212132AB 4324=⨯+⨯-=+-=）（）（＇P P AB αα m kN 94.05.15.05.0212132B 4324=⨯+⨯-=+-=
）（）（＇C BC P P αα m kN 18.74.8292.0292.0212132AB 32=⨯+⨯-=+-=）（）（＇
P P AB
αα m kN 69.45.75.05.0212132B 32=⨯+⨯-=+-=）（）（＇C BC
P P αα 用弯矩分配法计算并利用结构对称性取二分之一结构计算。

各杆的固端弯矩为：
m kN 73.72.779.1121
1212244⋅=⨯⨯==
边＇l P M AB AB m kN 82.20.394.0313122
44⋅=⨯⨯==中
＇l P M BC BC m kN 41.10.394.061612
244⋅=⨯⨯==中
＇l P M BC CB m kN 02.312.718.7121
12122⋅=⨯⨯==边＇l P M AB AB
m kN 07.140.369.431
3122⋅=⨯⨯==中＇l P M BC BC
m kN 04.70.369.461
6122⋅=⨯⨯==中＇l P M BC CB
顶层弯矩分配法计算过称如图5.9所示，计算所得结构弯矩图见图5.10（a ）。

同样可用分层法求得中间层及底层的弯矩图，列于图 5.10。

且同恒荷载一样进行节点修正，修正后竖向荷载作用下整个结构弯矩图如图5.11所示。

并进而可求得框架各梁柱的剪力和轴力（图5.12）。

0.226A下
AB
BA
0.774
0.627B下
0.183
BC
0.190
CB
-7.737.735.981.75
-2.88
-1
2.991/2-4.95-2.82
-1.41
-1.45-1.50
1.50
1/21/2
0.21-0.21-0.20-0.71
1.12-1
0.65 2.23
2.40-2.40 6.18
-1.65
-4.53
0.30
图5.9 活载作用下顶层弯矩分配法计算过程
2.402.40
2.40
2.40
6.18
6.184.53
4.530.800.80
0.550.551.65
1.65
（a ） 顶层弯矩图
7.01
2.00 1.504.50
1.504.50
7.01
2.00
7.01
7.01
14.0227.7027.7014.024.504.50
1.50
1.50
2.00
2.00
18.7018.70
（b ） 中间层弯矩图
2.42
1.55
1.55
2.42
27.5218.8818.8827.5213.427.25
4.66
4.66
7.25
6.17
13.426.17
3.09 1.99 1.99 3.09
3.98
3.98
（c ） 底层弯矩图
图5.10 楼面活荷载作用下分层法弯矩计算结果
7.12
28.79
4.73
29.32
5.53
28.33
5.92
3.09 3.09
9.15
8.47
4.21
7.23
4.21
8.77
16.00
8.55
17.02
5.79
14.94
4.24
3.78
3.78
5.58
18.63
18.63
5.58
5.68
18.21
18.21
5.68
2.88
18.38
3.09 3.09
5.92
9.15
8.47
5.53
4.73
7.23
28.33
14.94
29.32
17.02
8.55
18.38
2.88
28.79
16.00
8.77
4.24
7.12
4.21
4.21
图5.11 活荷载作用下框架弯矩图（kN·m）
(3.11)
(3.19)
(1.46)
(2.11)
(3.18)
(4.79)
(4.92)
(1.89)
5.63
5.63
5.63
5.63
5.63
4.95
1.13
1.13
5.76
19.64
23.20
5.63
19.71
23.13
19.56
23.28
290.87
200.80
110.88
20.8913.77
68.69
123.68
178.52
注：括号为柱剪力
图5.12 活荷载作用下框架梁剪力和柱剪力、轴力（kN）
5.5 水平地震作用计算
5.5.1 重力荷载代表值
1）梁柱自重
KL1：m
80
.0
m
30
.0⨯
=
⨯h
b长度m
4.8每根自重kN
28
.
54
88
.3
40
.
50=
+
KL2： m 75.0m 30.0⨯=⨯h b 长度m 2.7 每根自重 kN 63.432.706.6=⨯ KL3： m 40.0m 25.0⨯=⨯h b 长度m 0.3 每根自重 kN 07.80.369.2=⨯ CL1： m 60.0m 25.0⨯=⨯h b 长度m 2.7 每根重量 kN 54.24 Z1: m 45.0m 45.0⨯=⨯h b 长度m 6.3 每根重量 kN 70.1947.123.18=+ 底层柱： m 45.0m 45.0⨯=⨯h b 长度m 7.4
每根重量 kN 72.25172.17.402.0257.445.045.0=⨯⨯⨯+⨯⨯⨯ 2）非结构构件自重
二、四层墙重
kN 75.12138.598.474.4443.313.107.298.152.7)94.173.5(=--+++++⨯+
三层墙重 kN 89.17914.5875.121=+ 女儿墙重 kN 56.1343.313.10=+ 5.5.2 荷载总汇
1）顶层重力荷载代表值包括屋面恒载+50%屋面雪载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重（雪荷载265.0m kN ,不考虑屋面活荷载）
顶层恒载： kN 92.681256.134.174.848.4=⨯+⨯⨯ 顶层雪荷载： kN 00.954.174.865.0=⨯⨯
顶层梁自重： kN 45.31207.8263.43428.54=+⨯+⨯ 半层柱自重： kN 40.392/470.19=⨯ 半层墙自重： kN 75.1212/275.121=⨯
kN 02.120375.12140.3945.31200.955.092.6814=+++⨯+=G
2）其他层重力荷载代表值包括楼面恒载+50%活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重。

第四层 楼面恒载 kN 18.5834.174.899.3=⨯⨯
活荷载 kN 92.3040.34.85.24.144.80.2=⨯⨯+⨯⨯ 梁重 kN 45.312
柱重（上下各半层） kN 80.78470.19=⨯ 墙重（上下各半层） kN 50.243275.121=⨯
kN 39.137050.24380.7845.31292.3045.018.5833=+++⨯+=G 第三层 楼面恒载 kN 18.583
活荷载 kN 92.304 梁重 kN 45.312 柱重（上下各半层） kN 80.78
墙重（上下各半层） kN 78.359289.179=⨯
kN 67.148678.35980.7845.31292.3045.018.5833=+++⨯+=G 第二层 楼面恒载 kN 18.583
活荷载 kN 92.304 梁重 kN 45.312
柱重（上下各半层） kN 84.902472.252470.19=⨯+⨯ 墙重 （上下各半层）kN 50.243
kN 53.138250.24384.9045.31292.3045.018.5833=+++⨯+=G 地震作用下的重力荷载代表值简图如图5-13所示，总重力荷载代表值为：
kN 61.544253.138267.148639.137002.1203=+++==∑i G G
g 1=1382.53kN
g 2=1486.67kN g 3=1370.39kN g 4
=1203.02kN
图5.13 地震作用下的重力荷载代表值 5.5.3 框架刚度计算
框架梁的线刚度如图5.1所示。

混凝土强度等级为C30，27kN/m 100.3⨯=c E
表5.1 框架柱的刚度计算结果
5.5.4 自振周期的计算 假想顶点侧移T μ计算如下表：
表5.2 假想顶点侧移
T μ计算结果
层次 )kN (i G
∑)kN (i
G )kN/m 10(4
∑D
)m (/1∑∑=--D G i i i μμ
)m (i μ
4 1203.02 1203.02 6.84 0.0176 0.1942 3 1370.39 2573.41 6.84 0.0376 0.1766 2 1486.67 4060.08 6.84 0.0594 0.1390 1
1382.53
5442.61
3.62
0.0796
0.0796
由于本结构中非结构墙较少，因此结构基本自振周期不考虑非结构墙影响的折减
s 75.01942.07.17.11=⨯==T T μ 5.5.5 多遇水平地震作用的计算
设防烈度为7度，II 类场地时，设计地震分组为第一组，
s 08.0max =α s 35.0=g T
水平地震作用采用底部剪力法，g g T T T 51<<错误!未找到引用源。

0403.008.0)75
.035.0(
)(
9
.0max 9.01
1=⨯==ααT T g 错误!未找到引用源。

由于 s 49.04.1s 75.01=>=g T T 错误!未找到引用源。

，需附加顶部集中力，
13.007.075.008.007.008.01=+⨯=+=T n δ 结构总水平地震作用效应标准值为：
kN 44.18661.544285.00403.01=⨯⨯==eq Ek G F α 附加顶部集中力为
kN 24.2444.18613.0=⨯==Ek n n F F δ∆
)1(1
n Ek n
j j
j
i
i i F H
G H G F δ-=
∑=，kN 20.16224.2444.186=-=-n Ek F F ∆
5.5.6 框架各层地震力及弹性位移 计算结果列于下表：
表5.3 多遇地震作用下楼层剪力和楼层弹性位移
层
数 )m (i
h
)
m (i H
)
kN (i G
)
kN (i F
(kN)
i V
)
kN/m (i D
(cm)
i i i D V u =
∆
i
i
h u ∆ 4 3.6 15.5 1203.02 56.27 80.51 68400 0.118 1/3050 3 3.6 11.9 1370.39 49.17 129.68 68400 0.190 1/1895 2 3.6 8.3 1486.67 37.21 166.89 68400 0.244 1/1475 1
4.7
4.7
1382.53 19.59
.48
36200
0.515
1/913
由表格可以得到cm 067.1==∑i u u ∆ ]550/1[1453/1/<=H u 满足要求 5.5.7 水平地震作用下框架力分析
V 1=80.51kN
V 3=129.68kN
V 2=166.89kN
V 1=186.48kN
D/∑D=0.257V=47.93kN y=0.55
M 上=101.37kN ·m M 下=123.90kN ·m
D/∑D=0.263V=43.89kN y=0.5
M 上=79.00kN ·m M 下=79.00kN ·m D/∑D=0.263V=34.11kN y=0.5
M 上=61.40kN ·m M 下=61.40kN ·m D/∑D=0.243V=44.20kN y=0.55
M 上=93.48kN ·m M 下=114.26kN ·m
D/∑D=0.237V=39.55kN y=0.5
M 上=71.19kN ·m M 下=71.19kN ·m D/∑D=0.237V=30.73kN y=0.5
M 上=55.31kN ·m M 下=55.31kN ·m D/∑D=0.263V=21.17kN y=0.45
M 上=41.92kN ·m M 下=34.30kN ·m D/∑D=0.237V=19.08kN y=0.45
M 上=37.78kN ·m M 下=30.91kN ·m 123.90
114.26164.67
71.1993.48
138.34101.37
79.0042.03
126.50
55.3171.19
107.6979.00
61.4032.71
22.30
30.9186.22
55.31
61.40
73.4034.309.77
41.9232.15
37.78
37.78
图5.14 地震作用下框架力
35.2642.06
106.47
(44.20)
21.2264.41
(39.55)
32.53
10.50
31.88
(30.73)
22.17
9.71
9.71
(19.08)
3.20
(47.93)(47.93)
(43.89)(43.89)(34.11)(34.11)16.00
42.06
35.26
(44.20)
106.47
16.00
32.53
21.22
(39.55)
64.41
16.0010.50
22.17
(30.73)
31.88
6.51(21.17)
(21.17)3.20
(19.08)
9.71
9.71
D
B C A
图5.15 地震作用下的框架梁剪力和柱的轴力、剪力（kN ）
5.6 力组合
根据前面力计算结果，即可进行框架各梁柱各控制截面上的力组合 ，其中梁的控制截面为梁端柱边及跨中。

由于对称性，每层有五个控制截面，如图5.16（a ），柱则分为边柱和中柱，每个柱每层有两个控制截面，如图5.16（b ）所示。

3487111215
16
D
C B A 1413
109
5
621
（a ） （b ） 图5.16 框架梁柱控制截面
5.6.1 弯矩调幅
在力组合前，先进行竖向荷载作用下梁端弯矩调幅，将梁各固端弯矩值乘以0.85的折减系数，并计算梁跨中弯矩，即等于调幅后的梁端弯矩的平均值减去实际分布荷载作用下跨中弯矩。

调幅后的弯矩图如图5.17及图5.18。

根据图5.2，可以求出恒荷载作用下梁的跨中弯矩值
顶层边跨跨中 m kN 56.168322.12.1g 213.61.5g g 81AB24AB242
AB14⋅=⨯⨯⨯+⨯⨯+边l
顶层中跨跨中 m kN 11.13325.15.12181242
14⋅=⨯⨯⨯+BC BC g l g 中
标准层边跨跨中 m kN 18.204322.12.1g 213.61.5g g 81AB2AB22
AB1⋅=⨯⨯⨯+⨯⨯+边l
标准层中跨跨中 m kN 00.12325.15.1218122
1⋅=⨯⨯⨯+BC BC g l g 中
根据图5.3，可以求出活荷载作用下梁的跨中弯矩值
顶层边跨跨中 m kN 43.143
2
2.12.1p 21
3.61.5p AB24AB24⋅=⨯⨯⨯+⨯⨯
顶层中跨跨中 m kN 13.13
2
5.15.12124⋅=⨯⨯⨯BC p
标准层边跨跨中 m kN 71.573
2
2.12.1p 21
3.61.5p AB2AB2⋅=⨯⨯⨯+⨯⨯
标准层中跨跨中 m kN 56.53
2
5.15.1212⋅=⨯⨯⨯BC p。