某招待所大樓設計計算書

1、某招待所大樓畢業(yè)設計計算書摘要 本工程建筑地點在環(huán)城南二路附近。為多層鋼筋混凝土框架結構。共六層底層層高4.8米，其他層層高均為3.6米。建筑物總高度為22.8米。本設計書包括建筑設計和結構設計兩個部分，其中結構部分為主體部分。本工程結構設計采用框架結構，結構計算按橫向框架承重分析。內力計算考慮以下四種荷載作用，即豎向恒載作用下的內力，活載作用下的內力及風載、地震作用下的內力。結構部分包括：荷載計算；一塊板的配筋計算；一榀框架結構的受力分析、計算和設計；樓板設計；連續(xù)梁設計等。關鍵詞 鋼筋混凝土 框架 結構設計目錄設計任務書3一 建筑部分.51 建筑體型選擇與平面布置52 立面設計53 剖面設

2、計54 垂直交通設計65 防火設計66 建筑做法7二 結構設計101 結構布置及截面尺寸估算.102 屋面樓面荷載計算.123 框架計算.134 恒載作用下內力計算.215 活載作用下內力計算.326 水平風荷載計算.397 地震荷載作用計算.458 內力組合.539 截面設計.5310 板的設計5411 連續(xù)梁設計59主要參考文獻.62致謝.63設計任務書1 工程名稱：某招待所大樓；2 工程位置：市區(qū)3 工程總面積：5443.2，主樓6層，高22.8m，一層層高4.8m,二到六層高3.6m；4 結構形式：現澆整體框架。5 設計資料：5.1 氣象條件（1） 溫度：最熱月平均31.6，最冷月平均

3、6.2；夏季最高40.8，冬季最低1。（2） 相對濕度：最熱月平均73%。（3） 主導風向：冬季多西北風，平均風速2.8m/s，夏季多東南風，平均風速2.6m/s，基本風壓值0.350= 0.30 kn/。（4） 雨雪條件：年降雨量1600mm，月最大降雨量為300mm，小時最大降雨量80mm，雨季在6至8月。不考慮雪荷載。5.2 地質條件（1） 自然地表1米內為填土，填土下層3米厚為紅黏土，再下層為礫石土。紅黏土允許承載力為180mp，礫石土允許承載力為300mp。（2） 地下水位：地表以下2.0米，水質對混凝土無侵蝕。（3） 抗震設防烈度為6度，設計地震基本加速度值為0.05g，設計地震分

4、組為第一組。5.3 材料供應和施工條件：（1） 三材由建筑公司供應，品種齊全。（2） 墻體可選用普通黏土磚、黏土多孔或水泥空心砌塊（3） 施工條件良好，設備齊全，技術力量配備合理。6 活 載： 樓面活荷：2.0 kn/m2 ，上人屋面活載：2.0 kn/m2 ，不上人屋面活載：0.50 kn/m2 ， 標準間：2.0 kn/m2；走道：2.5kn/m2；門廳：2.5 kn/m2；樓梯：2.5 kn/m2本設計為某招待所大樓，建筑物的總長為54.0米，總寬度為16.8米。采用大柱網現澆框架結構，共設兩個出入口，兩部電梯和兩個樓梯間，主體建筑為6層，主要部分：底層4.8m，以上層高均為3.6m,建

5、筑總高22.8m（不包括突出的炮樓部分高3.0m），小于30m ，根據建筑抗震設計規(guī)范gb 50011-20016.1.2可知本大樓抗震等級為四級。建筑物合理使用年限為50年。建筑物防火等級為二級。該招待所處于抗震設防烈度為6度區(qū)，場地設計分組為第一組，采用現澆框架結構承重體系，抗震等級為四級。結構布置為橫向2跨，縱向8跨，最大跨度9.6m。填充墻采用粉煤灰輕渣空心砌塊（=7.5kn/m2）。一 建筑部分1.建筑體型選擇與平面布置1.1設計原則招待所是以客房為主。建筑是供人使用的有功能作用的空間，同一功能要求和使用目的的建筑可以有多種空間形式，建筑體型一般綜合反映內部空間，又在一定程度上反映建

6、筑的性格、歷史時期和民族地域特點。鑒于此，招待所體型設計應根據現有經濟技術水平處理好功能、空間與形式的辨證統(tǒng)一關系，還要處理好與環(huán)境的關系，以便在滿足功能要求的同時，生根于特定的環(huán)境，給人以良好的感覺。同樣，對于建筑造型與平面布置的選擇，必須考慮結構因素，以有利于結構受力。平面同樣，對于建筑造型與平面布置的選擇，必須考慮結構因素，以有利于結構受力。平面形狀應簡單、對稱、規(guī)則，以減少地震災害的影響建筑造型根據設計原則，本設計采用“”字型結構體系。這種結構體系符合簡單、對稱、規(guī)則的原則。1.2平面布置鑒于本設計一層為商場，所以采用大柱網框架的平面布置，在平面上力求平面對稱，對稱平面易于保證質量中心

7、與剛度中心重合，避免結構在水平力作用下扭轉。為使常用房間采光、通風效果好，本設計等房間布置在南向，而且此方向面對主要街道，交通方便。2.立面設計立面設計時首先應推敲各部分總的比例關系，考慮建筑物整體的幾個方面的統(tǒng)一，相鄰立面的連接與協調，然后著重分析各立面上墻面的處理、門窗的調整和安排，最后對入口、門廊等進一步進行處理。節(jié)奏韻律和虛實對比，是使建筑立面高于表現力的重要設計手法，在建筑立面上，相同構件或門窗作有規(guī)律的重復和變化，給人們在視覺上得到類似音樂詩歌中節(jié)奏韻律的效果。立面的節(jié)奏感在門窗的排列組合、墻面的構件劃分中表現得比較突出。3.剖面設計剖面設計主要分析建筑物各部分應有的高度，建筑層數

8、、建筑空間的組合利用，以及建筑剖面中的結構、構造關系，建筑物的平面和剖面是緊密聯系的。在本設計中，采用大柱網現澆框架結構，主體建筑為6層，主要部分：底層4.8m，以上層高均為3.6m，突出的樓梯間部分高3.0m.,建筑總高26.4m，共設兩個出入口，兩部電梯和兩個樓梯間，電梯布置在建筑物中部，消防疏散用樓梯布置在建筑物一端，樓梯、電梯間均出屋面。4.垂直交通設計本工程主要垂直交通工具是電梯，對電梯的選用及其在建筑物中的合理布置，將使高層建筑的使用更加合理，同時還能提高工作效率。本設計中電梯布置在建筑平面的中部。除了設置兩部電梯外，這樣的布置可使建筑物內任意點至樓、電梯出口的距離均不大于40m（

9、安 全 疏 散 距 離建筑設計防火規(guī)范gbj 1687（2001年局部修訂）538），滿足多層建筑的防火要求。5.防火設計5.1耐火等級本工程屬二類建筑（1018層普通住宅和高度不超過50m的公共建筑），其耐火等級不能低于二級。5.2防火設計要點5.2.1總平面布局中的消防問題（1） 選址應在交通便捷處，根據城市規(guī)劃確定的場地位置應有方便的道路通過，要求既靠近干道，便于高層建筑中人群的集散，又便于消防時交通組織和疏散。（2） 應設環(huán)形車道，高層建筑周圍應設寬度不小于3.5m的環(huán)形車道，可以部分利用交通道路，以便消防車能靠近高層主體，能在消防時有足夠的流線。疏散設計（3）疏散所需時間從火災現場退

10、出的時間不應超過2分30秒為宜。通道寬度：按通過人數每100人不少于1m計算。6.建筑做法：6.1屋面做法：6.2樓面做法：6.3廁所樓面做法：6.4屋面泛水做法：6.5散水做法：水泥砂漿散水寬800毫米。 6.6墻身做法：填充墻采用粉煤灰輕渣空心砌塊（=7.5kn/m2），規(guī)格為390mm×240mm×190mm。外墻厚度均為290mm，隔墻均厚200mm。女兒墻厚240mm。外墻用石灰砂漿抹面，再涂刷建筑涂料。6.7門窗做法：門為木門和玻璃門，自重0.2 kn/m2，窗為鋁合金玻璃窗，自重0.4 kn/m2。6.8屋面找坡：采用結構找坡，c軸線的柱子在頂層提高150mm

11、,把屋面板做成斜板以用來排水。排水坡度為3%。二 結構設計1.結構布置截面尺寸估算1.1 結構布置本工程結構方案經過分析比較，采用純框架結構體系。結構布置如下（圖-1）：圖-11.2截面尺寸估算a.柱截面尺寸估算根據柱支撐的樓板面積計算由豎向荷載作用下產生的軸力，并按軸壓比控制估算柱截面面積，估算柱截面時，樓層荷載按1014kn/m2計，由于本工程采用的是輕質砌塊，因此邊柱按13kn/m2計，中柱按11kn/m2計。本工程為四級抗震，查抗震規(guī)范軸壓比限值n取n=1.0。柱混凝土強度選用c40。邊柱：負荷面為7.8×9.6/2的邊柱軸力：nv=（7.8×9.6/2）×

12、;13×6=2920.7kn，考慮到偏心彎矩的作用，取n= 1.1nv=1.1×2695.7 kn=3212kn；根據n=n/acfc，設柱為正方形，可得柱邊長b=h=ac1/2=（n/nfc ）1/2 =474mm。取柱邊長b×h=500mm×500mm。中柱：負荷面為7.8×（9.6/2+7.2/2）/2=65.52mm2的邊柱軸力nv=65.52×11×6=4324kn，考慮到偏心彎矩的作用，取n= 1.1nv=1.1×4324 kn=4756kn柱邊長b=h=ac1/2=（n/nfc ）1/2 =576.7

13、mm。取中柱邊長b×h=600mm×600mm。本工程將柱截面歸并為兩種，c軸上住截面均取取b×h=600mm×600mm。其余柱截面均為b×h=500mm×500mm。b.梁截面尺寸估算框架梁截面高度h，按梁跨度的1/101/18確定，則橫向框架梁高為9600×（1/101/18）=960mm533mm，取h=800mm，梁寬b=1/21/3=400mm266mm，取b=300mm；連系梁高為9600×（1/101/20）=960480，取h=500mm，梁寬b=250mm；縱向框架梁高為7800×（1

14、/101/15）=780520，取h=600mm，梁寬b=300mm。c.板截面尺寸估算板的厚度為h=l/40=3600/40=90mm，考慮到板的撓度及裂縫寬度的限制因素，根據經驗取板厚為h=100mm。2.屋面樓面荷載計算：2.1 屋面恒載（上人屋面） 計算磚墩漿砌架空隔熱35mm厚鋼筋砼板 25×0.035=0.875kn/m2 20mm厚水泥砂漿抹面 20×0.02=0.4kn/m2一氈二油上鋪小石子（約厚15mm） 0.3 kn/m2高分子卷材（4mm） 0.05kn/m220mm厚1:3水泥砂漿找平壓光 20×0.02=0.4kn/m230mm厚綠豆砂

15、保溫層 30×0.03=0.6kn/m2100mm厚鋼筋砼 25×0.1 =2.5kn/m220mm厚石灰砂漿抹灰 17×0.02=0.34kn/m2恒載標準值： gk=5.5 kn/m2 恒載設計值： g= 6.6 kn/m2活載標準值： qk=2.0 kn/m2活載設計值： q=2.8 kn/m22.2樓面:陶瓷地磚（約10mm） 0.22kn/m2 20mm厚1:2水泥水泥水砂漿結合層20×0.02=0.4kn/m220mm厚1:3水泥水泥水砂漿找平 20×0.02=0.4kn/m2 100mm厚鋼筋砼 25×0.1 =2.5k

16、n/m220mm厚石灰砂漿抹灰 17×0.02=0.34kn/m2恒載標準值： gk=3.9 kn/m2 恒載設計值： g= 4.68kn/m2活載標準值： qk=2.0 kn/m2活載設計值： q=2.8 kn/m22.3廁所樓面:陶瓷地磚（約10mm） 0.22kn/m2 20mm厚1:2水泥水泥水砂漿結合層 20×0.02=0.4kn/m220mm厚素砼剛性防水層， 25×0.02=0.5kn/m230mm厚1:6水泥焦渣找坡 15×0.03=0.45kn/m2100mm厚鋼筋砼 25×0.1 =2.5kn/m220mm厚石灰砂漿抹灰 1

17、7×0.02=0.34kn/m2恒載標準值： gk=4.4 kn/m2 恒載設計值： g = 5.28kn/m2活載標準值： qk=2.0 kn/m2活載設計值： q=2.8 kn/m23.框架計算3.1框架計算簡圖的確定及荷載計算3.1.1框架的選取及計算方法取11-11軸的一榀框架進行計算，見（圖-1）。該框架承受的荷載為1012軸線之間的所有荷載。由于板的縱向計算長度為3900mm，橫向計算長度為3600mm，相當接近。其中陰影部分以集中力的形式傳到框架梁ac和cf上。a1、a2、a3、a4各板上的荷載通過連系梁以集中力的形式傳到框架梁ac和cf上。設計內容包括框架計算單元、計

18、算簡圖的確定，框架受到的各種荷載計算，各種荷載作用下框架的內力計算、內力組合及截面配筋計算?？蚣苡嬎?采用結構設計軟件pkpm進行整體結構設計，pkpm計算時是采用的空間分析設計方法,而用手工計算時考慮計算工作量的問題及時間因素,采用平面框架(單向)的設計方法,且在結構布置上柱網尺寸、梁、柱截面尺寸也按照單向框架的要求確定。3.1.2計算簡圖的確定（見圖3）框架的計算簡圖用梁、柱的軸線表示，梁、柱的軸線分別取各自的形心線。對底層柱的下端，一般取至基礎頂面。根據地質資料，假定基礎頂面離室外地面為0.5m，因此框架底層計算高度為l0=h +0.5=4.8+0.5=5.3m，為了簡化計算，其它各層取

19、l0=h=3.6m?？蚣芰旱挠嬎憧缍萳0為9.6m、7.2m。綜上，可得計算簡圖（圖3）。圖-2圖33.2 框架梁、柱豎向荷載計算框架梁上的荷載是屋板或樓板上的恒載和活載，以及墻載傳來的，傳到框架梁上的荷載見（圖-2）。其中先計算出a1、a2、a3、a4各板的面積：a1=×3.6×3.9×=3.51m2；a2=×3.9×3.6×=3.51m2；a3=(3.9-2.4+3.9) ×1.2×=3.24m2；a4=×2.4×2.4×=1.44m2；次梁及抹灰荷載： 25×（0.5-

20、0.1）×0.25+17×(0.5-0.1) ×0.02×2=2.77kn/mm主梁及抹灰荷載： 25×（0.8-0.1）×0.3+17×(0.8-0.1) ×0.02×2=5.73kn/mm屋面（第六層）框架恒載計算均布荷載：a6-b6，c6-f6： 板傳來 5.5×1.95××2=13.4kn/mm 主梁自重及抹灰 5.73 kn/mm gk=19.13 kn/mm g=23.0 kn/mmb6-c6： 板傳來 5.5×1.2××2=8.25

21、kn/mm 主梁自重及抹灰 5.73 kn/mm gk=13.98 kn/mm g=16.8 kn/mm集中荷載：為簡化計算，與a軸線平行的梁上荷載（包括板傳來的）按滿跨傳到框架梁的相應的節(jié)點上，而平行于框架梁（即平行于11軸線）的次梁上荷載如次梁kh上的荷載應按其兩端梁的線剛度比重分配再傳到相應的節(jié)點上去（圖-4）。次梁線剛度：ib1=ebh3/(12l0)=e250×5003/(12×3900)= e·6.68×105mm3次梁線剛度：ib2=ebh3/(12l0)=e300×8003/(12×3900)= e·3.28

22、×106mm3ib1/ ib2 =e·6.68×105/(e·3.28×106)=1/4.91,則傳到次梁上的荷載為總荷的1/（1+4.91）=0.169，傳到主梁上的荷載為總荷的4.91/（1+4.91）=0.831；如兩端都是次梁，則每端各傳1/2。傳遞方式見（圖-4）。圖-4 現在計算集中荷載，a6節(jié)點：女兒墻傳來 2.6×3.9×2=20.28kn 板傳來 5.5×a1×2+5.5×a2××2 =70.69kn 梁傳來 5.73×3.9×2+2.7

23、7×3.6×××2=52.98kn gk =144.0kn g =172.8kna6-b6中點：板傳來 5.5×a1×2×2+（5.5×a2×+5.5×a2×）×2 =103.1kn 梁傳來 2.77×3.9×2+（2.77×3.6××+2.77×3.6××）×2 =28.27kn gk =131.4kn g =157.6knb6節(jié)點：板傳來 5.5×a1×2+5.5

24、×a3×2+（5.5×a2×+5.5×a4×）×2=96.23kn 梁傳來 2.77×3.9×2+（2.77×3.6××+2.77×2.4××）×2=27.72kn gk =124.0kn g =148.8knc6節(jié)點： 板傳來 5.5×a1×2+5.5×a3×2+（5.5×a2×+5.5×a4×）×2=119.51kn 梁傳來 5.73×

25、;3.9×2+（2.77×3.6××+2.77×2.4××）×2=58.51kn gk =178.0kn g =213.6knc6-f6中點：板傳來 5.5×a1×2×2+（5.5×a2×+5.5×a2×）×2=90.27kn 梁傳來 2.77×3.9×2+（2.77×3.6××+2.77×3.6××）×2=24.98kn gk =115.2kn

26、g=138.3knf6節(jié)點： 同a節(jié)點，有 gk =144.0kn g=172.8kn柱端彎矩的計算：對邊柱，初始偏心距e0=100mm,mk=n· e0=144.0×0.1=14.4kn·mmm= 1.2mk= 17.3kn·mm對中柱，初始偏心距e0=150mm,mk=n· e0=178.0×0.15=26.7kn·mmm= 1.2mk= 32kn·mm屋面（第六層）框架活載計算均布荷載：a6-b6，c6-f6： 板傳來 2.0×1.95××2=4.88kn/ gk=4.88 kn

27、/m g =6.8kn/mb6-c6： 板傳來 2.0×1.2××2=3kn/m gk=3kn/m g=4.2 kn/m集中荷載：a6節(jié)點：板傳來 5.0×a1×2+2.0×a2××2 =25.71kn qk =25.71kn q=1.2qk=36.0kna6-b6中點：板傳來 2.0×a1×2×2+（2.0×a2×+2.0×a2×）×2=37.5knqk =37.5kn q=1.4 qk=52.5knb6節(jié)點：板傳來 2.0×

28、;a1×2+2.0×a3×2+（2.0×a2×+2.0×a4×）×2=35.0kn qk =35.0kn q=1.4qk=49.0knc6節(jié)點： 板傳來 2.0×a1×2+2.0×a3×2+（2.0×a2×+2.0×a4×）×2=43.45kn qk =43.45kn q=1.4qk=60.8knc6- f6中點：板傳來 2.0×a1×2×2+（2.0×a2×+2.0×

29、;a2×）×2=32.83kn qk =32.8kn q=1.4qk=46.0knf6節(jié)點： 同a節(jié)點，有 qk =25.7kn q=1.4gk=36.0kn柱端彎矩的計算：對邊柱，初始偏心距e0=100mm,mk=n· e0=25.7×0.13kn·mmm= 1.4mk= 4.2kn·mm對中柱，初始偏心距e0=150mm,mk=n· e0=43.45×0.15=7.7kn·mmm= 1.4mk=10.78kn·mm用類似的方法可以一次計算出整榀框架的荷載簡圖，見（圖-5），（圖-6）：圖-5

30、 圖-63.3梁、柱線剛度的計算梁的線剛度ib=ecib/l，其中ec是混凝土的彈性模量；l是梁的計算跨度，i慣性矩。考慮到現澆板的作用對梁截面線剛度的影響，所以一邊有板取ib=1.5i0，兩邊有板取ib=2i0，i0為不考慮樓板翼緣作用的梁截面抗彎剛度。梁采用c25的混凝土，ec=2.80×104n/mm2。柱線剛度ic=ecib/l，柱子采用c35混凝土，ec=3.15×104n/mm2。具體計算見表2-1：各桿件慣性矩及線剛度表 表2-1b×h（mm）l（mm）ec（n/mm2）i0=bh3/12（mm4）ib=2i0i=ei/l（n.mm）相 對剛 度i相

31、ac梁300×80096002.80×1041.28×10102.56×10107.47×10100.75cf梁300×80072002.80×1041.28×10102.56×10109.96×10101.00底中柱600×60053003.15×1041.08×10106.11×10100.613底邊柱500×50053003.15×1045.21×1092.95×10100.296其它層中 柱600×

32、60036003.15×1041.08×10109.0×10100.904其它層邊 柱500×50036003.15×1045.21×1094.34×10100.4364.恒載作用下的內力計算4.1恒荷載作用下框架的彎矩計算用彎矩二次分配法計算框架彎矩：豎向荷載作用下框架的內力分析，由于活載相對恒載小得多，所以本次手工計算不考慮活荷載的不利布置，認為活載滿布。通過此方法求得的框架內力，梁的跨中彎矩值要比考慮活荷載不利布置時求得的彎矩值偏低，但當活荷載在總荷載比例較小時，其影響很小。a.固端彎矩計算：將框架梁視為兩端固定，計算

33、固端彎矩。第六層框架梁：mac=（6×9.628×9.6×7.2+3×7.22）（4×9.63×2.4） =385.5kn·m； mca=（4×9.63×7.2）+（6×9.628×9.6×2.4+3×2.42）=414.8 kn·mmcf=×19.13×7.22×115.2×7.2=186.3 kn·mmfc=186.3 kn·m第五層框架梁： mac=（6×9.628×9.

34、6×7.2+3×7.22）（4×9.63×2.4）=382.5kn·m mca=（4×9.63×7.2）+ +（6×9.628×9.6×2.4+3×2.42）=443.4kn·mmcf=×21.13×7.22×93.0×7.2=149.4 kn·mmfc=149.4 kn·m其它層用類似的方法計算，計算結果見表2-2。 框架梁的固端彎矩計算 表2-2 樓層 ac梁cf梁a端（kn·m）c左端（kn·

35、;m）c右端（kn·m）f端（kn·m）6385.5414.8186.3186.35382.5443.4149.4149.44382.5443.4175.7175.73382.5443.4175.7175.72382.5443.4175.7175.71382.5443.4175.7175.7b. 根據梁、柱相對線剛度，計算出各節(jié)點的彎矩分配系數ija6點：a6a5=0.368；a6c6=0.632；c6點：c6a6=0.283；c6f6=0.378； c6c5=0.340；f6點：f6f5=0.304；a6c6=0.696；用類似的方法可以計算出各節(jié)點間構件的分配系數，如圖

36、表23所示。用彎矩二次分配法計算框架內力，傳遞系數均為1/2，各節(jié)點分配二次即可。其計算步驟和結果參見下圖表23。c. 恒載作用下梁的彎矩圖考慮到梁負彎矩很大，應該進行塑性調幅。這里先進行調幅，然后在畫彎矩圖。c節(jié)點兩端梁負彎矩調幅系數為0.8，a節(jié)點（除6層外）負彎矩調幅系數為0.9，由于f節(jié)點負彎矩相對比較小，所以不予調幅。調幅計算詳見表2-4 ：表2-4樓層 ma右(kn·m)mc左(kn·m)mc右(kn·m)mf左(kn·m)調幅前調幅后調幅前調幅后調幅前調幅后調幅前調幅后6195.5195.5455.3364.2348.82796363528

37、5.9257.3466.7373.4267.521480.180.14275.5248.0473.3378.6292233.688.688.63275.5248.0472.6378.1293234.490.290.22277.7250.0473.2378.6292233.691911238.7214.8465.8372.6316252.874.274.2按照調幅后的梁彎矩畫彎矩圖：對于ac梁，先考慮簡支梁（圖7），設x處有最大彎矩(3.6x7.2) 圖7 圖8m0=q1xq1x2+p1b1xp1(xa1)+ p2b2x+q2a2(a2/2+b2)q2x2再考慮和梁的兩個負彎矩m1、m2（圖8）

38、疊加。可得梁的x處彎矩為：m=（m2m1）+ m1+ m0對第六層：對于ac梁，設x處有最大彎矩q1=13.98kn/ m，q2=19.1313.98=5.15 kn/ m，p1=131.4 kn，p2=124.0 kn，m0=×13.98×9.6x×13.98x2+×131.4×6.0x131.4(x3.6)+ ×124.0×2.4x+×5.15×7.2(7.2/2+2.4)×5.15x2 =9.6x2+72x+473m=（m2m1）+ m1+ m0 =（364.2195.5）+ 195.5

39、9.6x2+72x+473 =9.6（2.8）2+362.6，3.6x7.2當x=3.6時，有mmax=356.4kn.m 對于cf梁，可認為跨中就是最大彎矩處：m0=×19.13×7.22+×115.2×7.2=331.3 kn.m，mmax=（m1m2）+ m1+ m0 =（279.063）+63+331.3=160.3 kn.m對第五層：對于ac梁，設x處有最大彎矩，q1=11.6kn/ m，q2=21.1313.98=9.7kn/ m，p1=109.3 kn，p2=153.4 kn，m0=×11.6×9.6x×11.

40、6x2+×109.3×6.0x109.3 (x3.6)+ ×153.4×2.4x+×9.7×7.2(7.2/2+2.4)×9.7x2 =10.7x2+96.7x+393.5m=（m2m1）+ m1+ m0 =（373.4257.3）+ 257.3 10.7x2+96.7x+393.5 =10.7（4.0）2+303.4，3.6x7.2當x=4.0時，有mmax=303.4kn.m對于cf梁，可認為跨中就是最大彎矩處m0=×21.13×7.22+×93.0×7.2=303.4kn.m，m

41、max=（m1m2）+ m1+ m0 =（21480.1）+80.1+266.1=119.1 kn.m用類似的方法可以求出每層梁跨中間的最大彎矩；詳見彎矩圖（圖9）圖9圖104.2.恒荷載作用下框架的剪力計算以調幅前的梁端彎矩進行剪力計算：第六層：ac梁和cf梁，偏安全計算，取q=19.13kn/m滿布， qac=×19.13×9.6+×131.4×6+×124.0×2.4=204.9kn；qca=×19.13×9.6×131.4×3.6×124.0×7.2=234.1kn；

42、qcf=×19.13×9.6+×115.2=149.4kn；qfc= 149.4kn根據公式v=（mac+mca）+ qac；（公式中的 m 和q均以順時針旋轉為正。）可得vac =（mac+mca）+ qac= (455.3195.5)+ 204.9=177.8kn；vc左= (455.3195.5) 234.1=261.2kn；vc右= (348.8+63) +149.4=189.1kn；vf= (348.8+63) 149.4=109.7kn。對a柱：v=（m上+m下）= (181.1+144.5)=90.4kn；對c柱：v=（m上+m下）= (133.51

43、17.4)= 69.7kn；對f柱：v=（m上+m下）= (48.636.6)= 23.7kn；采用此方法，依次可以把每層梁柱的剪力求出，結果詳見圖210：4.3.恒荷載作用下框架的軸力計算單柱重力：底層邊柱， b×h=500mm×500mm qz=25×0.5×0.5×4.8+17×(0.5+0.01)×4×0.02×4.8 =30+3.3 =33.3kn底層中柱， b×h=600mm×600mm qz=25×0.62×4.8+17×(0.6+0.01)

44、×4×0.02×4.8 =43.2+4.0 =47.2kn其它底層邊柱， b×h=500mm×500mm qz=25×0.5×0.5×3.6+17×(0.5+0.01)×4×0.02×3.6 =22.5+2.5 =25kn其它層中柱， b×h=600mm×600mm qz=25×0.62×3.6+17×(0.6+0.01)×4×0.02×3.6 =32.4+3.0 =35.4kn現在計算a柱軸力(

45、受拉為正，受壓為負)：六層：na6上=va6fa6=177.8144.0=321.8kn； na6下= na6上 qz=321.825=346.8 kn；五層：na5上= na6下va5fa5 =346.8190.1155.9=692.8kn； na5下=n a5上25=717.8kn；四層：na4上= na5下va4fa4 =717.8188.2155.9=1061.9kn； na4下=n a4上25=1086.9kn；三層：na3上= na4下va3fa3 =1086.9188.4155.9=1431.2kn； na3下= na3上25=1456.2kn；二層：na2上= na3下va2f

46、a2 =1456.2189.0155.9=1801kn； na2下= na2上25=1826kn；一層：na1上=n a2下va1fa1=1826185.2155.9=2167.2kn； na1下= na1上25=2197.5kn；同理可計算出c柱和f柱的一到六層的軸力，詳見軸力圖（圖11）：圖115.活載作用下的內力計算5.1 活荷載作用下框架的彎矩計算同樣采用彎矩二次分配法計算框架彎矩： a.固端彎矩計算：將框架梁視為兩端固定，計算固端彎矩。mac=（6×9.628×9.6×7.2+3×7.22）（4×9.63×2.4） =105

47、.2kn·m； mca=（4×9.63×7.2）+ +（6×9.628×9.6×2.4+3×2.42）=112.6 kn·mmcf=×4.88×7.22×32.8×7.2=50.6kn·mmfc=50.6 kn·m活載每層都一樣，所以端彎矩均相等。b. 根據梁、柱相對線剛度，計算出各節(jié)點的彎矩分配系數ij上面已經計算過，這里不再贅述。c. 活載作用下梁的彎矩圖用彎矩二次分配法計算框架彎矩：具體過程見表25： 計算跨中最大彎矩：計算方法同計算恒載的最大彎矩方

48、法一致。對于ac梁，為了簡化計算，均布活載按q=4.88kn/m滿布。m0=qxqx2+p1b1xp1(xa1)+ p2b2xm=（m2m1）+ m1+ m0對第六層：對于ac梁，設x處有最大彎矩m0=×4.88×9.6x×4.88x2+×37.5×6.0x37.5(x3.6)+ ×35×2.4x =2.44x2+18.1x+135 m=（m2m1）+ m1+ m0 =（123.353）+ 53 2.44x2+18.1x+135 =2.44（2.2）2+93.9，3.6x7.2當x=3.6時，有mmax=89.1kn.m 對

49、于cf梁，可認為跨中就是最大彎矩處：m0=×4.88×7.22+×32.8×7.2=90.7 kn.m，mmax=（m1m2）+ m1+ m0 =（96.117.4）+17.4+90.7=34.0 kn.m其余計算類似，詳見表26。內力調幅：將中間支座（c支座）兩端彎矩乘以調幅系數0.8， 跨中彎矩乘以調幅系數1.2，a和f支座負彎矩較小，這里不作調幅。詳見下表（表26） 表26ma(kn·m)mac中(kn·m)mc左(kn·m)mc右(kn·m)mcf中(kn·m)mf(kn·m)6層538

50、9.1123.396.134.017.4調幅后53106.998.676.940.817.45層7774.0123.680.136.927.5調幅后7788.898.964.144.327.54層74.775.5123.08136.926.6調幅后74.790.698.464.844.326.63層74.775.5123.08136.926.6調幅后74.790.698.464.844.326.62層75.375.1122.780.836.926.8調幅后75.390.198.264.644.326.81層64.483.4121.785.737.021.8調幅后64.4100.197.368.

51、644.421.8最后畫出彎矩圖：見圖12 圖125.2活荷載作用下框架的剪力計算以調幅前的梁端彎矩進行剪力計算：第六層：ac梁和cf梁，偏安全計算，取q=4.88kn/m滿布， qac=×4.88×9.6+×37.5×6+×35×2.4=55.6kn；qca=×4.88×9.6×37.5×3.6×35×7.2=64.0kn；qcf=×4.88×9.6+×32.8=34.0kn；qfc= 34.0kn根據公式v=（mac+mca）+ qac（公式中的 m 和q均以順時針旋轉為正。）可得va=（mac+mca）+ qac= (53+123.3)+55.6=48.3kn；vc左 = (53