某公司宿舍办公综合楼结构施工设计毕业论文

'某公司宿舍办公综合楼结构施工设计毕业论文第1章绪论本设计是按照广西工学院鹿山学院土木建筑工程系土木工程专业毕业设计要求编写的毕业设计。设计题目为：某公司宿舍办公综合楼结构、施工设计。宿舍办公综合楼是公共建筑，其规范要求比较严格，能体现出结构，施工设计很多重要方面。选择宿舍办公综合楼设计，即要注意先进性，又要从广西的实际情况出发，在满足使用要求的前提下，综合考虑安全可靠、经济合理、施工方便等因素，从而掌握宿舍办公综合楼设计的基本原理，妥善解决其功能关系，满足使用要求。在结构布置的过程中，结构布置要使荷载传递直接、受力明确，并按强度和刚度要求初步确定构件的截面尺寸，构建类型和尺寸规格尽可能少，在结构布置的基础上深入考虑在竖向荷载和水平荷载作用下，结构体系之间协同工作的程度，合理地确定结构或构件的计算简图。还需考虑整个建筑物在平面和竖向上的刚度及整体性。通过必要的计算和结构处理，使结构构件及其连接点的节点满足强度、刚度和裂缝宽（或挠裂度）的要求，并符合现行设计规范、满足国家强制性条文，最终把结构布置和构件设计准确地反映到施工图中。这次设计是在各位老师的悉心指导下完成的，在此向各位老师表示衷心的感谢！鉴于学生水平有限，设计中还存在不少的缺点甚至错漏，敬请老师批评和指正。第2章工程概况及设计资料本工程建筑设计已经完成，根据建筑设计资料进行结构设计及施工设计。建筑设计图纸：从建施1至建施142.1规模：本工程某公司宿舍办公综合楼工程，建筑设计工作已完成。总建筑面积5108.39m2。总楼层为地上4层。各层的层高及各层的建筑面积、门窗标高详见建筑施工图。2.2防火要求：建筑物属二级防火标准。2.3结构形式：钢筋混凝土框架结构。填充墙厚度详表一。96 2.4气象、水文、地质资料：（1）主导风向：夏季东南风、冬秋季西北风。基本风压值W0详表一。（2）建筑物地处某市中心，不考虑雪荷载和灰荷载作用。（3）自然地面-10m以下可见地下水。（4）地质资料：地质持力层为粘土，孔隙比为e=0.8，液性指数IL=0.90，场地覆盖层为1.0M，场地土壤属Ⅱ类场地土。地基承载力详表一。（5）抗震设防：此建筑物为一般建筑物，建设位置位于近震区，其抗震设防烈度详表一。（6）建筑设计图纸附后。要求在已完成的建筑设计基础上进行结构设计、施工设计。表一：设计条件填充墙厚度（mm）基本风压值（kN/m2）地基承载力特征值fak（kPa）计算楼板计算框架计算楼梯240厚多孔砖0.60150屋面1-10轴7轴2轴底层第3章结构选型及结构布置3.1结构选型根据建筑的使用功能、造型、房屋高度及工程地质条件等资料，本工程的主体房屋设计为钢筋混凝土框架结构。3.2结构体形根据荷载情况，本工程采用横向框架为主要受力框架，横向布置框架梁，纵向布置次梁。3.3梁、板、柱截面尺寸的确定3.3.1梁截面尺寸的估算（1）横向框架梁的截面尺寸估算AC跨h=(1/8～1/12)×l=(1/8～1/12)×7500=625~937.5mm,取h=700mm96 b=(1/2～1/3)×h=(1/2～1/3)×700=233~350mm,取b=250mmCE跨h=(1/8～1/12)×l=(1/8～1/12)×8400=700~1050mm,取h=700mmb=(1/2～1/3)×h=(1/2～1/3)×700=233~350mm,取b=250mm则WKL1取截面尺寸为b×h=250mm×700mm(2)纵向框架连系梁的截面尺寸估算A轴、B轴、E轴；1轴17轴A～D轴纵向框架梁LL1(以最大跨度l=6600mm计算)h=(～)l=(～)×6600=550～825mm由于纵向出设有门窗洞口,为满足构造要求,取h=500mmb=(～)h=(～)×500=167～250mm取b=250mm则LL1去截面尺寸为b×h=250mm×500mm（3）其它次梁的截面尺寸估算a.横向次梁L1(卫生间隔墙位置处l=3500mm)h=(～)l=(～)×3500=194～292mm为满足构造要求取h=400mmb=(～)h=(～)×400=133～200mm取b=200mm则L1取截面尺寸为b×h=200mm×400mmb.纵向次梁L2(C轴、D轴处以最大跨度l=6600mm)h=(～)l=(～)×6600=367～550mm取h=500mmb=(～)h=(～)×500=167～250取b=250mm则L2取截面尺寸为b×h=250mm×500mmc.纵向次梁L3(B轴-C轴、D轴-E轴处各设一根次梁,跨度为l=6600mm)h=(～)l=(～)×6600=367～550mm取h=450mmb=(～)h=(～)×450=150～225mm96 取b=200mm则L3取截面尺寸为b×h=200mm×450mmd.纵向次梁L4(1轴-2轴、D轴-E轴及11轴-12轴、D轴-E轴(卫生间处)h=(～)l=(～)×6600=367～550mm取h=450mmb=(～)h=(～)×450=150～225mm取b=200mm则L4取截面尺寸为b×h=200mm×450mm各层的主次梁布置见图（1）3.3.2板截面尺寸的估算（1）板截面尺寸确定的依据a．根据《混凝土结构设计规范》10.1.1条规定：单向板中，屋面板最小厚度为60mm，民用建筑楼板最小厚度为60mm，工业建筑楼板最小厚度为70mm；双向板最小厚度为80mm。b．单向板板厚满足:连续板：h/l0≥1/40；简支板：h/l0≥1/35；悬挑板：h/l0≥1/12（1/10）。双向板板厚与短跨跨长的比值满足：简支板：h/l0≥1/45；连续版：h/l0≥1/50。c.板截面尺寸的估算(1)B1板=6600/4500=1.47＜2,为双向板;(2)B2板=6000/3600=1.67<2,为双向板;(3)B3板=3600/2400=1.50<2,为双向板;(4)B4板=6000/3000=2,为双向板;(5）B5板96 =6000/3000=2,为双向板;(6)B6板=6000/2400=2.5,为单向板注：l01为短边，l02为长边为了计算的简便及施工的方便起见，均取板厚h=100mm。3.3.3框架柱截面尺寸的估算（1）根据《混凝土结构设计规范》、《高层建筑混凝土结构技术规程》的规定：矩形截面框架柱的边长，非抗震设计时不宜小于250mm，抗震设计时不宜小于300mm；圆柱截面直径不宜小于350mm。剪跨比不宜大于2，框架柱中线与框架中心线的偏心距不宜大于柱截面在该方向宽度的1/4。本工程为6度抗震设防，该框架结构的抗震等级为三级，取轴压比限制[μ]=0.9，根据轴压比进行估算。（2）选取C30混凝土，则fc=14.3N/mm2，每榀框架间距为6m，gE=（12~14）KN/m2中柱：F=（3.0+3.0）×（4.2+3.75）=47.7m2，增大系数β=1.2，则：N=β·F·n·gE=1.2×47.7×4×12=2747.52KN抗震设防为6度，对轴压比没要求，取[μ]=0.9，利用轴压比公式，Ac≥N=2747.52×103=213482.52mm2[μ]fc0.9×14.3取柱截面尺寸为：bc×hc=400mm×600mm。边柱：F=(3.0+3.0)×3.0=18.0m2则N=β·F·n·gE=1.2×18×4×12=1036.8KN抗震设防为6度，取[μ]=0.9，利用轴压比公式，Ac≥N=1036.8×103=80559.44mm2[μ]fc0.9×14.3取柱截面尺寸为：bc×hc=400mm×500mm。3.4横向框架侧移刚度的计算3.4.1计算梁、柱线刚度梁线刚度计算梁柱混凝土标号均在为C30，Ec=3.00×107KN/m2。96 在框架结构中，现浇楼面可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减小框架侧移。故，计算梁截面惯性矩时，对现浇楼板中，边框架梁取I=1.5Io，中框架梁取I=2.0Io。表3.1横梁线刚度计算表类别Ec/(N/mm2)b×h/mm×mmIo/mm4L/mmEcIo/l/N·mm2EcIo/lN·mmAC跨中框架梁3.00×104250×7007.15×10975002.86×10105.72×1010CE跨中框架梁3.00×104250×7007.15×10984002.55×10105.10×10103.4.2柱线刚度计算设基础顶面到地面为1000mm，底层柱高为4900mm。表3.2柱线刚度Ic计算表层次hc/mmEc/(N/mm2)b×h/mm×mmIc/mm4EcIc/hc/N·mm底层柱边柱49003.00×104400×5004.17×1092.55×10102层边柱36003.00×104400×5004.17×1093.48×10103层边柱36003.00×104400×5004.17×1093.48×10104层边柱39003.00×104400×5004.17×1093.21×1010取底层柱边柱和AC跨中框架梁进行验算，则：i1/i2=5.72/2.55=2.24≤5，符合要求，由此可知其他都符合要求。第4章梁间荷载计算4.1计算说明：4.2梁间荷载计算96 根据设计任务要求，本结构的主要的墙都为240厚多孔砖墙，孔隙率为40%，多孔砖的重度为7.6KN/m³门的重度按0.2KN/m²，窗的重度按0.4KN/m²。由于底层为地面，墙的荷载可以通过墙下基础梁传到地基，所以不用再进行计算。每m²墙重：7.6×0.24+17×0.02×2=2.50KN/m²第5章现浇钢筋混凝土楼板的计算5.1荷载计算5.1.1屋面板的永久荷载标准值坡屋面15：保温不上人屋面（1~10轴）坡屋面152.26KN/m2（图集98ZJ001屋15）天棚10厚混凝土砂浆抹灰0.01×17=0.17KN/m2加气混凝土找坡2%（按318厚）0.318×6=1.908KN/m2120厚钢筋混凝土板0.12×25=3.00KN/m2____________________________________________________________________合计7.34KN/m2恒载标准值7.34KN/m2活载标准值0.50KN/m2当采用永久荷载控制的组合时1.35×7.34+1.4×0.7×0.5=10.40KN/m2当采用可变荷载控制的组合时1.2×7.34+1.4×0.5=9.51KN/m2由于恒载控制的设计值＞活载控制的设计值，故采用恒载控制值所以取内力为P=10.40KN/m2g′=g+q/2=1.35×7.34+1.4×0.7×0.5/2=10.15KN/m2q′=q/2=1.4×0.7×0.5/2=0.25KN/m296 图5.1屋面层结构布置简图96 5.1.2计算跨度双向板按弹性理论计算时，计算跨度近似取支座中心线间距离。B1板：l01=4.5m,l02=6.6m;B2板:l01=3.6m,l02=6.0mB3板：l01=2.4m,l02=3.6m;B4板:l01=3.0m,l02=6.0mB5板：l01=3.0m,l02=6.0m;B6板:l01=2.4m,l02=6.0m注：l01为短边，l02为长边5.1.3弯矩计算求跨中最大正弯矩时，在正对称荷载g+q/2作用下，中间支座为固支，边支座按实际情况（也为固支）考虑；在反对称荷载±q/2作用下，可近似认为中间支座为简支，边支座按实际情况（固支）考虑，同时应考虑混凝土的泊松比，混凝土的泊松比μ＝0.2。求支座最大负弯矩时，认为各区格板中间支座为固支，边支座按实际情况固支）考虑，然后按单块双向板计算出各支座的负弯矩，当相邻区格板分别求得的同一支座负弯矩不相等时，取绝对值的较大值作为该支座最大负弯矩。I.单向板计算:（1）弯矩计算:B6板为单向板,内力为10.40KN/m²,取1m板宽计算。边支座弯矩为M=±；跨中弯矩为M=q=10.40×1=10.40KN/mL为短边跨度,取轴线与轴线之间的距离L=2.4m跨中弯矩:M==（10.40×2.42)/8=7.49KN·m（2）单向板配筋计算:h0=h-αs=120-15-5=100mm,采用C30混凝土,fc=14.3N/m㎡,ft=1.43N/m㎡,采用I级钢,HPB235,fy=210N/mm2。取1m板宽，板的最小配筋率：0.45ft/fy=(0.45×1.43)/210=0.31%和0.2%中的较大值，板的最小配筋面积：A=0.31%bh=0.31×1000×120=372mm2。96 截面位置B1M(KN·m)7.49αs=0.052ξ=1-√1-2αs0.053Αs=ξbh0361最小配筋面积372选用配筋φ10@200实际配筋面积（mm2）393表5.1单向板配筋计算板内沿长向的分布钢筋采用Ф8@200。II.双向板计算表5.2双向板计算表板的编号B1B2l01/l024500/6600=0.683600/6000=0.6计算简图μ=0m1(0.0331×10.15+0.0162×0.25)×4.5²=6.89(0.0367×10.15+0.0268×0.25)×3.6²=4.91m2(0.0103×10.15+0.044×0.25)×4.5²=2.34(0.0076×10.15+0.0707×0.25)×3.6²=1.23μ=0.2m1"6.89+0.2×2.34=7.364.91+0.2×1.23=5.16m2"2.34+0.2×6.89=3.721.23+0.2×4.91=2.2196 计算简图m1"-0.0747×10.40×4.5²=-15.73-0.0793×10.40×3.6²=-10.69m2"-0.0570×10.40×4.5²=-12.00-0.0571×10.40×3.6²=-7.70板的编号B3B4l01/l022400/3600=0.673000/6000=0.50计算简图μ=0m1(0.0331×10.15+0.6473×0.25)×2.4²=2.87(0.0400×10.15+0.0583×0.25)×3.0²=3.79m2(0.0106×10.15+0.0281×0.25)×2.4²=0.66(0.0038×10.15+0.006×0.25)×3.0²=0.36μ=0.2m1"2.87+0.2×0.66=3.003.79+0.2×0.36=3.86m2"0.66+0.2×2.87=1.230.36+0.2×3.79=1.12计算简图m1"-0.0754×10.40×2.4²=-4.52-0.0829×10.40×3.0²=-7.76m2"-0.0570×10.40×2.4²=-3.41-0.0570×10.40×3.0²=-5.3496 板的编号B5l01/l023000/6000=0.50计算简图μ=0m1(0.0400×10.15+0.0583×0.25)×3.0²=3.79m2(0.0038×10.15+0.006×0.25)×3.0²=0.36μ=0.2m1"3.79+0.2×0.36=3.86m2"0.36+0.2×3.79=1.12计算简图m1"-0.0829×10.40×3.0²=-7.76m2"-0.0570×10.40×3.0²=-5.34（1）弯矩计算截面有效高度：假定选用φ8钢筋，则短跨方向:长跨方向:（2）计算跨度内跨：l0=lc(轴线间距离)，边跨：l0=lc-140+b/2。各区格板的计算值列于下表。为方便计算，取1m板宽，取近似值r=0.95，AS=m/0.95h0fy截面配筋计算结果及实际配筋列于下表。验算最小配筋率：96 板的最小配筋面积：mm2表5.3按弹性理论设计的截面配筋表h0(mm)m(KN·m)AS(mm2)配筋实有AS(mm2)跨中B1板L01方向1017.36365φ8@150335L02方向933.72201φ8@160314B2板L01方向1015.16256φ8@160314L02方向932.21119φ8@160314B3板L01方向1012.40119φ8@160314L02方向930.9853φ8@160314B4板L01方向1013.86192φ8@160314L02方向931.1260φ8@160314B5板L01方向1013.09153φ8@160314L02方向930.9049φ8@16031496 支座B1板L01方向101-15.73781φ10@100785L02方向101-12.00596φ10@130604B2板L01方向101-10.69531φ8@90559L02方向101-7.70382φ8@130387B3板L01方向101-3.62180φ8@160314L02方向101-2.73135φ8@160314B4板L01方向101-7.76385φ8@130387L02方向101-5.34265φ8@160314B5板L01方向101-6.21308φ8@160314L02方向101-4.27212φ8@16031496 第6章板式楼梯计算6.1二轴底层楼梯设计现浇跨度3.6m，平台梁截面尺寸b×h=200mm×400mm，楼梯开间6.0m，梯段板水平跨度3.08m，选用材料为C30混凝土，板采用HPB235级钢筋，梁纵筋采用HRB335级钢筋。该楼梯荷载标准值为2.5KN/mfc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2，a1=1.0，fy1=210N/mm2，fy2=300N/mm2，按板式楼梯进行设计。图6.1二轴底层楼梯平面结构布置图96 6.1.1梯段板的设计梯段板的厚度：h=(1/25～1/30)×3080=103～123mm取h=120mm，约为板斜长的1/30，板倾斜角的砌tanα=162.5/280=0.6Cosα=0.864，取1m宽板带计算。（1）荷载计算梯段板的荷载列于下表，恒载分项系数rG=1.2，rQ=1.4梯段板的荷载恒荷载荷载种类荷载标准值（KN/m）水磨石面层(162.5+280)×0.65/280=1.03三角形踏步0.5×162.5×280×10-3×25/280=2.03混凝土斜板0.12×25/0.864=3.47板底抹灰0.01×17/0.864=0.20小计6.73活荷载2.5当采用永久荷载控制的组合时：1.35×6.73+1.4×0.7×2.5=11.54KN/m2当采用可变荷载控制的组合时：1.2×6.73+1.4×2.5=11.58KN/m2经判断，采用可变荷载控制，所以内力P=11.58KN/m2（1）截面设计板水平计算跨度：ln=3.08m弯矩设计值：M=Pl2/10=1/10×11.58×3.082=11.00KN·m板的有效高度：h0=120-20=100mmαs=M/α1fCbh02=11.00×106/(1.0×14.3×1000×1002)=0.077内力矩的内力臂系数：96 选用Φ10@140（AS=561.0mm2），分布钢筋每级踏步一根Φ8验算最小配筋率：板的最小配筋面积：满足最小配筋率。6.1.2平台板设计（1）设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算平台板的荷载恒荷载荷载种类荷载标准值（KN/m）水磨石面层0.65100mm混凝土板0.1×25=2.5板底抹灰0.01×17=0.17小计3.32活荷载2.5当采用永久荷载控制的组合时：1.35×3.32+1.4×0.7×2.5=6.93KN/m2当采用活荷载控制的组合时：1.2×3.32+1.4×2.5=7.48KN/m2经判断，采用活荷载控制，所以内力P=7.48KN/m2(2)截面设计平台板的计算跨度：l0=1.72-0.2/2=1.62m弯矩设计值：M=Pl2/10=1/10×7.48×1.622=1.96KN·m板的有效高度：h0=100-15-5=80mmαs=M/α1fCbh02=1.96×106/(1.0×14.3×1000×802)=0.021内力矩的内力臂系数：96 验算最小配筋率：板的最小配筋面积：mm2不满足最小配筋率，则选用φ8@200（AS=251mm2）6.1.3平台梁设计设平台梁截面尺寸b×h=200mm×400mm（1）荷载计算平台板的荷载恒荷载荷载种类荷载标准值（KN/m）梁自重0.2×（0.4-0.10）×25=1.5梁侧粉刷0.01×（0.4-0.10）×2×17=0.1平台板传来3.32×（1.72/2）=2.86梯段板传来6.73×（3.08/2）=10.36小计14.82活荷载2.5×（3.08/2+1.72/2）=6.0当采用永久荷载控制的组合时：1.35×14.82+1.4×0.7×6.0=25.89KN/m2当采用活荷载控制的组合时：1.2×14.82+1.4×6.0=26.18KN/m2经判断，采用活荷载控制，所以内力P=26.18KN/m2计算跨度:l0=1.05ln=1.05×(3.6-0.24)=3.53m弯矩设计值：M=ql02/8=26.18×3.532/8=40.78KN·m剪力设计值：V=Pln/2=1/2×26.18×(3.6-0.24)=43.98KN·m96 截面按倒L形计算：=b+5=200+5×100=700mmh0=400-35=365mm经判别属于第一类T形截面计算得：选配216，AS=402.0mm2斜截面受剪承载力，其箍筋计算，配置φ6@200箍筋验算最小配筋率：采用C30砼，fc=14.3N/mm2，采用I级钢，HPB235,fyv=210N/mm2满足要求6.1.4TZ设计TZ按轴心受压计算，计算高度取层高l0=3900mm，柱截面尺寸为96 b×h=250mm×300mm，由h/b=3900/250=15.6查表得：=0.88，采用II级钢，HRB335,fy=300N/m2TZ的荷载为平台梁柱传来以及本身自重Nu=Pl0+GTZ1=26.18×3.6/2+1.2×0.25×0.3×25×3.9/2=51.51KN由轴心受压公式：故不需要计算配筋，仅按构造要求配置钢筋但必须满足最小配筋率的要求，TZ内纵筋选用4Φ14（AS=615mm2），箍筋选用φ8@200验算最小配筋率：一侧纵向钢筋最小配筋率为：=0.2%As=308mm2＞=0.2%×250×300=150mm2满足要求全部纵向钢筋配筋率为：=0.6%As=615mm2＞=0.6%×250×300=450mm2满足要求第7章一榀框架（KJ-7）设计7.1框架梁柱截面尺寸的确定选取⑦轴框架进行计算，该框架为两跨四层，该框架的位置及结构平面布置，荷载传递方式及框架的受荷范围7.1.1框架梁二层、三层、四层和屋面梁的截面尺寸均为250㎜×500㎜次梁截面尺寸为200㎜×400㎜7.1.2框架柱角柱、边柱的尺寸为400㎜×500㎜，中柱的尺寸为400㎜×600㎜7.2确定框架的计算简图96 框架每层计算单元如图所示，取7轴上的一榀框架计算，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与框架柱刚接。框架梁的跨度应取框架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，基础顶面标高根据地质条件、室内外高差确定：室内外高差为0.5m，假设基础顶面位于室外地坪以下0.5m，则基础顶面标高为-1m，二层楼面标高为3.9m，故底层柱高H1＝3.9+0.5+0.5＝4.9m。其余各层柱高从楼面算至上一层楼面，即为层高，为3.600m，即H2＝H3＝3.60m，H4＝3.90m。由此可以绘出框架的计算简图如图所示。图7.1标准层平面结构布置图96 7.2.1框架梁柱刚度的计算梁线刚度计算梁柱混凝土标号均在为C30，Ec=3.00×107KN/m2。对于中框架梁的线刚度取I＝2I0,边框架梁取I＝1.5I0第7轴第二、三、四、顶层框架梁线刚度iBC梁=EI/l=（3.0×104×1/12×250×7003×2）/5870=2.43×10-3EiCE梁=EI/l=（3.0×104×1/12×250×7003×2）/8270=1.73×10-3E层号类别（mm×mm）层高h(mm)Ec×104（N/mm2）Ic(mm4)EcIc/h(m3)1边柱（400×500）49003.04.17×1090.85×10-3E中柱（400×600）7.20×1091.47×10-3E2～3边柱（400×500）36003.04.17×1091.16×10-3E中柱（400×600）7.20×1092.00×10-3E顶层边柱（400×500）39003.04.17×1091.07×10-3E中柱（400×600）7.20×1091.85×10-3E第7轴框架的相对线刚度如下图所示，作为计算节点杆端弯矩分配系数的依据。96 图7.1框架（KJ-7）相对线刚度图7.3荷载计算7.3.1恒荷载标准值计算1.屋面层板96 坡屋面152.26KN/m²（图集98ZJ001屋15）天棚10厚混合砂浆抹灰0.01×17=0.17KN/m²加气混凝土找坡2%（按159×2厚）0.159×2×6=1.91KN/m²120厚钢筋混凝土板0.12×25=3.00KN/m²合计7.34KN/m²1.楼面荷载标准值楼面恒载：水磨石楼面（图集05ZJ001楼6）0.65KN/m²楼板自重（100mm厚）0.1×25=2.50KN/m²板底抹灰（10mm混合砂浆）0.01×17=0.17KN/m²小计3.32KN/m²3.梁自重b×h=250×700（板厚100㎜）梁自重25×0.25×（0.7-0.1）=3.75KN/m²梁侧抹灰层：20厚混合砂浆0.02×（0.7-0.1）×2×17=0.41KN/m²合计4.16KN/m²b×h=250×500（板厚100㎜）梁自重25×0.25×（0.5-0.1）=2.50KN/m²梁侧抹灰层：20厚混合砂浆0.02×（0.5-0.1）×2×17=0.27KN/m²合计2.77KN/m²b×h=200×400（板厚100㎜）梁自重25×0.25×（0.4-0.1）=1.88KN/m²梁侧抹灰层：20厚混合砂浆0.02×（0.4-0.1）×2×17=0.20KN/m²合计2.08KN/m²96 4.柱自重bc×hc=400×600柱自重25×0.4×0.6=6.00KN/m²抹灰层：20厚混合砂浆0.02×（0.4+0.6）×2×17=0.68KN/m²合计6.68KN/m²bc×hc=400×500柱自重25×0.4×0.5=5.00KN/m²抹灰层：20厚混合砂浆0.02×（0.4+0.5）×2×170=0.61KN/m²合计5.61KN/m²5.墙自重240多孔砖墙双面粉刷0.24×7.6+0.02×2×17=2.50KN/m²屋顶女儿墙重（女儿墙高2.1m,0.6m,女儿墙按240外墙考虑）0.9m高女儿墙重2.50×0.9=2.25KN/m²二～三层B轴、E轴纵墙自重（梁高500㎜，分别开有C2、C7窗）B轴2.50×[6.0×（3.6-0.5）-2.1×2.1×2]=24.45KN/m²C2窗自重0.4×2.1×2.1=1.76KN/m²合计26.21KN/m²沿梁跨长的线荷载26.21÷6.0=4.37KN/m²E轴2.50×[6.0×（3.6-0.5）-1.8×2.1×2]=27.60KN/m²C7窗自重0.4×1.8×2.1=1.51KN/m²合计29.11KN/m²沿梁跨长的线荷载29.11÷6.0=4.85KN/m²四层B轴、E轴纵墙自重（梁高500㎜，开有C6窗）2.50×[6.0×（3.9-0.5）-1.8×2.4×2]=29.40KN/m²C6窗自重0.4×1.8×2.4=1.73KN/m²合计31.13KN/m²沿梁跨长的线荷载31.13÷6.0=5.19KN/m²96 底层B轴、E轴纵墙自重（（梁高500㎜，分别开有C1、C6窗）B轴2.50×[6.0×（4.9-0.5）-2.1×2.4×2]=40.80KN/m²C1窗自重0.4×2.1×2.4=2.02KN/m²合计42.82KN/m²沿梁跨长的线荷载42.82÷6.0=7.14KN/m²E轴2.50×[6.0×（4.9-0.5）-1.8×2.4×2]=44.40KN/m²C6窗自重0.4×1.8×2.4=1.73KN/m²合计46.13KN/m²沿梁跨长的线荷载46.13÷6.0=7.69KN/m²底层（B~C、D~E跨）横墙自重（梁高700，无门窗）2.50×（4.9-0.7）=10.50KN/m²合计10.50KN/m²沿梁跨长的线荷载10.50KN/m²7.3.2活荷载标准值计算（根据《荷载规范》查得）1.屋面活荷载标准值不上人屋面0.5KN/m²2.楼面活荷载标准值办公室，销售部2.0KN/m²走廊2.5KN/m²餐厅2.5KN/m²大活动室4.0KN/m²7.3.3竖向荷载作用下的框架受荷总图如下:96 图7.3框架（KJ-7）受荷总图96 图7.4框架（KJ-7）导荷示意图1.屋面框架梁WKL2B～C轴间的荷载（1）屋面板传来的荷载屋面板B4传至横向框架梁WKL1BC跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2×2=22.02KN/m96 活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2×2=1.50KN/m若化为均布荷载恒荷载：22.02KN/m×5/8=13.76KN/m活荷载：1.50KN/m×5/8=0.94KN/m屋面板B4传至纵向梁WKL2、WKL3上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2=11.01KN/m活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2=0.75KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：11.01KN/m×（1-2×0.252+0.253）=9.81KN/m活荷载：0.75KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=0.71KN/m屋面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2×2=22.02KN/m活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2×2=1.50KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：22.02KN/m×（1-2×0.252+0.253）=19.61KN/m活荷载：1.50KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=1.34KN/m（1）WKL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+女儿墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G51=（2.77+2.25）×（6.0+6.0）÷2+9.81×6.0÷2+9.81×6.0÷2=88.98KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q51=0.71×6.0÷2+0.71×6.0÷2=4.26KN由于WKL2的形心与KZ1不一致，因此，WKL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G51×（0.25-0.125）=88.98×0.125=11.12KN·m活荷载作用下MQ=Q51×（0.25-0.125）=4.26×0.125=0.53KN·m（2）WKL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G52=2.77×（6.0+6.0）÷2+9.81×6.0÷2+9.81×6.0÷2=75.48KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q52=0.71×6.0÷2+0.71×6.0÷2=4.26KN（3）LL1传给KL1的集中荷载为96 恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G53=2.77×（6.0+6.0）÷2+19.61×6.0÷2+19.61×6.0÷2=134.28KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q53=1.34×6.0÷2+1.34×6.0÷2=8.04KN（5）框架梁WKL1BC跨上均布荷载恒载g54=框架梁自重=4.16KN/m²2.屋面层框架梁KL1C～E轴间的荷载（1）屋面板传来的荷载屋面板B5传至纵向梁WKL3CD跨上的荷载为均布荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×2.4m/2=8.81KN/m活荷载：0.5KN/m²×2.4m/2=0.60KN/m（2）WKL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B5（左）传荷载+B5（右）传荷载G55CE=2.77×（6.0+6.0）÷2+8.81×6.0÷2+8.81×6.0÷2=69.48KN活载=B5（左）传荷载+B5（右）传荷载Q55CE=0.60×6.0÷2+0.60×6.0÷2=3.60KN则WKL3在BE跨（BC跨+CE跨）内传给KZ2的总集中荷载为恒载:G55=G55BC+G55CE-G梁自重=75.48+69.48-2.77×（6.0+6.0）÷2=128.34KN活载:Q55=Q55BC+Q55CE=4.26+3.60=7.86KN屋面板B5传至纵向梁LL2CD跨上的荷载为均布荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×2.4m/2=8.81KN/m活荷载：0.5KN/m²×2.4m/2=0.60KN/m屋面板B4、B5传至纵向梁LL2DE跨上的荷载为恒载=梁自重+B4传来的荷载+B5传来的荷载G56=2.77×（6.0+6.0）÷2+9.81×（6.0+6.0）÷2+8.81×（6.0+6.0）÷2=128.34KN活载=B4传来的荷载+B5传来的荷载Q56=0.71×（6.0+6.0）÷2+0.60×（6.0+6.0）÷2=7.86KN屋面板B4传至横向框架梁WKL1DE跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2×2=22.02KN/m活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2×2=1.50KN/m96 若化为均布荷载恒荷载：22.02KN/m×5/8=13.76KN/m活荷载：1.50KN/m×5/8=0.94KN/m屋面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2×2=22.02KN/m活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2×2=1.50KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：22.02KN/m×（1-2×0.252+0.253）=19.61KN/m活荷载：1.50KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=1.34KN/m屋面板B4传至纵向梁WKL2上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：7.34KN/m²×3.0m/2=11.01KN/m活荷载：0.5KN/m²×3.0m/2=0.75KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：11.01KN/m×（1-2×0.252+0.253）=9.81KN/m活荷载：0.75KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=0.71KN/m（3）WKL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+女儿墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G57=（2.77+2.25）×（6.0+6.0）÷2+9.81×6.0÷2+9.81×6.0÷2=88.98KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q57=0.71×6.0÷2+0.71×6.0÷2=4.26KN由于WKL2的形心与KZ1不一致，因此，WKL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G×（0.25-0.125）=88.98×0.125=11.12KN·m活荷载作用下MQ=Q×（0.25-0.125）=4.26×0.125=0.53KN·m（4）LL1传给KL1的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G58=2.77×（6.0+6.0）÷2+19.61×6.0÷2+19.61×6.0÷2=134.28KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q58=1.34×6.0÷2+1.34×6.0÷2=8.04KN（5）LL2传给KL1的集中荷载为恒载=LL2传来的荷载96 G59=2.77×（6.0+6.0）÷2+9.81×（6.0+6.0）÷2+8.81×（6.0+6.0）÷2=128.34KN活载=LL2传来的荷载Q59=0.71×（6.0+6.0）÷2+0.60×（6.0+6.0）÷2=7.86KN（3）框架梁WKL1CE跨上均布荷载恒载g59=框架梁自重=4.16KN/m²3.四层框架梁框架梁KL1B～C轴间的荷载（1）楼面板传来的荷载楼面板B4传至横向框架梁KL1BC跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2×2=12.00KN/m若化为均布荷载恒荷载：9.96KN/m×5/8=6.23KN/m活荷载：12.00KN/m×5/8=7.50KN/m楼面板B4传至纵向梁KL2、KL3上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2=4.98KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2=6.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：4.98KN/m×（1-2×0.252+0.253）=4.44KN/m活荷载：6.00KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=5.72KN/m楼面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2×2=12.00KN/m若化为均布荷载：=3.0÷6.0×0.5=0.25恒荷载：9.96×（1-2×0.252+0.253）=8.87KN/m活荷载：12.00×（1-2×0.252+0.253）=11.44KN/m（2）KL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G41=（2.77+5.19）×（6.0+6.0）÷2+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=74.40KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q41=5.72×6.0÷2+5.72×6.0÷2=34.32KN96 由于KL2的形心与KZ1不一致，因此，KL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G41×（0.25-0.125）=74.40×0.125=9.30KN·m活荷载作用下MQ=Q41×（0.25-0.125）=34.32×0.125=4.29KN·m（3）KL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G42=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=43.26KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q42=5.72×6.0÷2+5.72×6.0÷2=34.32KN（4）LL1传给KL1的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G43=2.77×（6.0+6.0）÷2+8.87×6.0÷2+8.87×6.0÷2=69.84KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q43=11.44×6.0÷2+11.44×6.0÷2=68.64KN（5）框架梁KL1BC跨上均布荷载恒载g44=框架梁自重=4.16KN/m²4.四层框架梁KL1C～E轴间的荷载（1）楼面板传来的荷载楼面板B5传至纵向梁KL3CD跨上的荷载为均布荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×2.4m/2=3.98KN/m活荷载：4.00KN/m²×2.4m/2=4.80KN/m（2）KL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B5（左）传荷载+B5（右）传荷载G45=2.77×（6.0+6.0）÷2+3.98×6.0÷2+3.98×6.0÷2=40.50KN活载=B5（左）传荷载+B5（右）传荷载Q45=4.80×6.0÷2+4.80×6.0÷2=28.80KN则KL3在BE跨（BC跨+CE跨）内传给KZ2的总集中荷载为恒载:G45=G45BC+G45CE-G梁自重=74.40+40.50-2.77×（6.0+6.0）÷2=98.28KN活载:Q45=Q45BC+Q45CE=34.32+28.80=63.12KN楼面板B4、B5传至纵向梁LL2DE跨上的荷载为恒载=梁自重+B4传来的荷载+B5传来的荷载96 G46=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.44×（6.0+6.0）÷2+3.98×（6.0+6.0）÷2=67.14KN活载=B4传来的荷载+B5传来的荷载Q46=5.42×（6.0+6.0）÷2+4.80×（6.0+6.0）÷2=63.12KN楼面板B4传至横向框架梁KL1DE跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2×2=12.00KN/m若化为均布荷载恒荷载：9.96KN/m×5/8=6.23KN/m活荷载：12.00KN/m×5/8=7.50KN/m楼面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2×2=12.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：9.96×（1-2×0.252+0.253）=8.87KN/m活荷载：12.00×（1-2×0.252+0.253）=11.44KN/m楼面板B4传至纵向梁KL2上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2=4.98KN/m活荷载：4.00KN/m²×3.0m/2=6.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：4.98KN/m×（1-2×0.252+0.253）=4.44KN/m活荷载：6.00KN/m²×（1-2×0.252+0.253）=5.72KN/m（2）KL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G47=（2.77+5.19）×（6.0+6.0）÷2+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=74.40KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q47=5.72×6.0÷2+5.72×6.0÷2=34.32KN由于KL2的形心与KZ1不一致，因此，KL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G47×（0.25-0.125）=74.40×0.125=9.30KN·m活荷载作用下MQ=Q47×（0.25-0.125）=34.32×0.125=4.29KN·m96 （3）LL1传给KL1的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G48=2.77×（6.0+6.0）÷2+8.87×6.0÷2+8.87×6.0÷2=69.84KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q48=11.44×6.0÷2+11.44×6.0÷2=68.64KN（4）LL2传给KL1的集中荷载为恒载=LL2传来的荷载G49=2.77×（6.0+6.0）÷2+9.81×（6.0+6.0）÷2+8.81×（6.0+6.0）÷2=67.14KN活载=LL2传来的荷载Q49=0.71×6÷2+0.60×6.0÷2=63.12KN（4）框架梁KL1CE跨上均布荷载恒载g49=框架梁自重=4.16KN/m²5.二、三层框架梁KL1B～C轴间的荷载96 图7.5二、三层框架（KJ-7）导荷示意图（1）楼面板传来的荷载楼面板B4传至横向框架梁KL1BC跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2×2=6.00KN/m若化为均布荷载恒荷载：9.96KN/m×5/8=6.23KN/m活荷载：6.00KN/m×5/8=3.75KN/m楼面板B4传至纵向梁KL2、KL3上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2=4.98KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2=3.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：4.98KN/m×（1-2×0.252+0.253）=4.44KN/m活荷载：3.00KN/m×（1-2×0.252+0.253）=2.67KN/m楼面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2×2=6.00KN/m若化为均布荷载：=3.0÷6.0×0.5=0.25恒荷载：9.96×（1-2×0.252+0.253）=8.87KN/m活荷载：6.00×（1-2×0.252+0.253）=5.34KN/m（2）KL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G31=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.88×6.0÷2+4.37×6.0÷2÷3+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=71.01KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q31=2.67×6.0÷2+2.67×6.0÷2=16.02KN96 由于KL2的形心与KZ1不一致，因此，KL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G31×（0.25-0.125）=71.01×0.125=8.88KN·m活荷载作用下MQ=Q31×（0.25-0.125）=16.02×0.125=2.00KN·m（3）KL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G32=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=43.26KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q32=2.67×6.0÷2+2.67×6.0÷2=16.02KN（4）LL1传给KL1的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G33=2.77×（6.0+6.0）÷2+8.87×6.0÷2+8.87×6.0÷2=69.84KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q33=5.34×6.0÷2+5.34×6.0÷2=32.04KN（5）框架梁KL1BC跨上均布荷载恒载g34=框架梁自重=4.16KN/m²6.二、三层框架梁KL1C～E轴间的荷载（1）楼面板传来的荷载楼面板B5传至纵向梁KL3CD跨上的荷载为均布荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×2.4m/2×2=3.98KN/m活荷载：2.00KN/m²×2.4m/2×2=2.40KN/m（2）KL3传给KZ2的集中荷载为恒载=梁自重+B5（左）传荷载+B5（右）传荷载G35=2.77×（6.0+6.0）÷2+3.98×6.0÷2+3.98×6.0÷2=40.50KN活载=B5（左）传荷载+B5（右）传荷载Q35=2.40×6.0÷2+2.40×6.0÷2=14.40KN则KL3在BE跨（BC跨+CE跨）内传给KZ2的总集中荷载为恒载:G35=G35BC+G35CE-G梁自重=71.01+40.50-2.77×（6.0+6.0）÷2=94.89KN活载:Q35=Q35BC+Q35CE=16.02+14.40=30.42KN（3）楼面板B4、B5传至纵向梁LL2DE跨上的荷载为恒载=梁自重+B4传来的荷载+B5传来的荷载96 G36=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.44×（6.0+6.0）÷2+3.98×（6.0+6.0）÷2=67.14KN活载=B4传来的荷载+B5传来的荷载Q36=2.67×（6.0+6.0）÷2+2.40×（6.0+6.0）÷2=30.42KN楼面板B4传至横向框架梁KL1DE跨上的荷载为三角形，三角形顶点处为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2×2=6.00KN/m若化为均布荷载恒荷载：9.96KN/m×5/8=6.23KN/m活荷载：6.00KN/m×5/8=3.75KN/m楼面板B4传至纵向梁LL1上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2×2=9.96KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2×2=6.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：9.96KN/m×（1-2×0.252+0.253）=8.87KN/m活荷载：6.00KN/m×（1-2×0.252+0.253）=5.34KN/m楼面板B4传至纵向梁KL2上的荷载为梯形荷载，大小为恒荷载：3.32KN/m²×3.0m/2=4.98KN/m活荷载：2.00KN/m²×3.0m/2=3.00KN/m若化为均布荷载：=3.0/2÷6.0=0.25恒荷载：4.98KN/m×（1-2×0.252+0.253）=4.44KN/m活荷载：3.00KN/m×（1-2×0.252+0.253）=2.67KN/m（4）KL2传给KZ1的集中荷载为恒载=梁自重+墙自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G37=（2.77+4.85）×（6.0+6.0）÷2+4.44×6.0÷2+4.44×6.0÷2=72.36KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q37=2.67×6.0÷2+2.67×6.0÷2=16.02KN由于KL2的形心与KZ1不一致，因此，KL2传给KZ1的集中荷载可向柱形心简化为一个集中荷载与一个力矩恒荷载作用下MG=G37×（0.25-0.125）=72.36×0.125=9.05KN·m活荷载作用下MQ=Q37×（0.25-0.125）=16.02×0.125=2.00KN·m96 （5）LL1传给KL1的集中荷载为恒载=梁自重+B4（左）传荷载+B4（右）传荷载G38=2.77×（6.0+6.0）÷2+8.87×6.0÷2+8.87×6.0÷2=69.84KN活载=B4（左）传荷载+B4（右）传荷载Q38=5.34×6.0÷2+5.34×6.0÷2=32.04KN（6）LL2传给KL1的集中荷载为恒载=LL2传来的荷载G39=2.77×（6.0+6.0）÷2+4.44×（6.0+6.0）÷2+3.98×（6.0+6.0）÷2=67.14KN活载=LL2传来的荷载Q39=2.67×6÷2+2.40×6.0÷2=30.42KN（7）框架梁KL1CE跨上均布荷载恒载g39=框架梁自重=4.26KN/m²（8）悬挑板传给KL2的荷载为均布荷载，大小为雨棚板B6传至纵向梁KL2、L3上的荷载为均布荷载，大小为：恒载：3.32Kn/m2×1.8÷2=3.00KN/m活载：2.50Kn/m2×1.8÷2=2.25KN/mL3传给L4的集中荷载为：恒载=梁自重+B6传荷载G21=1.136×1.8÷2+3×1.8÷2=3.72KN活载=B6传荷载Q21=2.25×1.8÷2=2.03KNL4传给KZ1（雨棚）的集中荷载为：恒载=梁自重+L3传给L4的集中荷载G22=2.454×1.8+3.72=8.14KN活载=L3传给L4的集中荷载Q22=2.03KN7.框架柱自重计算（1）B、E轴上自重计算（bc×hc=400mm×500mm）二、三层柱自重G2B=G2E=G3B=G3E=5.61×3.6=20.20KN96 四层柱自重G4B=G4E=5.61×3.9=21.88KN底层柱自重G1E=5.61×4.9=27.49KN（2）C轴上自重计算（bc×hc=400mm×600mm）二、三层柱自重G2C=G3C=6.68×3.6=24.05KN四层柱自重G4C=6.68×3.9=26.05KN底层柱自重G1C=6.68×4.9=32.73KN96 图7.6框架恒载受荷总图图7.7框架活载受荷总图96 7.4水平荷载（风荷载）计算由于本工程为四层框架结构，建筑高度较低，跨度基本相等，刚度比较均匀，风荷载影响较小。因此，为了简化计算，本设计的风荷载仅按一榀框架单独承担其受荷面积，忽略空间整体作用。7.4.1设计资料基本风压：=0.60KN/m2,地面粗糙度度类别为C类。KJ7承受风荷载的计算宽度B=（6.0+6.0）/2=6.0m7.4.2荷载计算风荷载近似按阶梯形分布，首先应将其简化为作用在框架节点上的节点荷载。作用在屋面梁和楼面梁节点处的集中风荷载标准值：式中基本风压=0.60KN/m2——风振系数，因为建筑物高度H=15.30m＜30m，因此=1.0—风荷载体型系数，根据建筑物体型查得=1.3—风压高度变化系数—下层柱高—上层柱高，对顶层取女儿墙高度的2倍—迎风面宽度，B=（6.0+6.0）/2=6.0m96 计算过程如表7.1所示：离地高度Z（m）(KN/m2)（m）（m）/KN15.301.01.30.750.603.91.8010.0011.401.01.30.740.603.63.913.007.801.01.30.740.603.63.612.474.201.01.30.740.604.23.613.51风荷载受荷简图见下图：96 图7.8框架风载受荷简图7.4.3框架柱D值计算梁、柱的相对线刚度见图，侧移刚度D值计算如下表所示：KJ-72～3层柱D值计算DK=Σkb/2kc=K/（2+K）D=×ic×12/h2（KN/m）边柱（B轴柱）边柱（E轴柱）中柱（C轴柱）KJ-72～3层D值合计：D=16450+13719+28333=58502KN/mKJ-74层柱D值计算DK=Σkb/2kc=K/（2+K）D=×ic×12/h2（KN/m）边柱（B轴柱）96 边柱（E轴柱）中柱（C轴柱）KJ-74层D值合计：D=13473+11295+23121=47889KN/mKJ-7底层柱D值计算DK=Σkb/2kc=(0.5+K)/（2+K）D=×ic×12/h2（KN/m）边柱（B轴柱）边柱（E轴柱）中柱（C轴柱）KJ-7底层D值合计：D=11987+10894+20670=43551KN/m7.4.4水平荷载作用下的位移验算过程见下表横向水平荷载作用下的位移验算层数Fi（KN）Vi（KN）∑Di（KN/m）Δμi（mm）hi（mm）θe=Δμi/hi410.0010.00478890.20939000.0001313.0023.00585020.39336000.0001212.4735.47585020.60636000.0002113.5148.98435511.12542000.0003最大层间弹性位移角限值θe=0.0003＜1/550=0.0018，满足规范要求。96 7.5框架在活载作用下的内力计算7.5.1活荷载最不利布置框架在活荷载作用下的内力计算需考虑活荷载的最不利布置，根据活荷载的大小，其最不利布置的方式如下：（1）满布荷载法当荷载较小，其产生的内力小于恒荷载及水平荷载作用下的内力时，可不考虑活荷载的最不利布置，而是将活荷载满布于各层各跨的框架上，称为满布荷载法。这种布置方法计算最简单。可用于活荷载标准值为2.0～3.5KN/m2的建筑结构，但求得的框架梁跨中弯矩偏小。作为修正，可将满布活荷载计算出的框架梁跨中弯矩乘以系数1.1～1.2（活荷载标准值为2.0～2.5KN/m2时取1.1，≥3.0KN/m2时取1.2）（2）框架在活荷载作用下的受荷总图如下图，现采用弯矩二次分配法求其内力，具体步骤如下：a.计算各杆件的固端弯矩b.计算节点弯矩分配系数及不平衡弯矩c.弯矩分配d.绘弯矩图e.计算剪力和轴力并绘图96 7.5.2固端弯矩计算在计算固端弯矩时，可以将三角形荷载简化为等效均布荷载计算，等效值见荷载计算部分。在计算跨中弯矩时，应还原为实际荷载情况计算。计算过程如下表：框架梁BC跨固端弯矩计算屋面框架梁WKL1BC跨固端弯矩计算计算简图MB5C5MC5B5将三角形荷载简化为均布荷载，1.50KN/m×5/8=0.94KN/m，总的均布荷载值为g=0.94KN/mMB5C5=-2.70-5.90=-8.60KN·mMB5C5=-MC5B5=8.60KN·mMBC=-ql2/12=-0.94×5.872/12MBC=-2.70KN·mMCB=-MBC=2.70KN·m96 MBC=-8.04×5.87/8=-5.90KN·mMCB=8.04×5.87/8=5.90KN·m四层框架梁KL1BC跨固端弯矩计算将三角形荷载简化为均布荷载，12.00KN/m×5/8=7.50KN/m，总的均布荷载值为g=7.50KN/mMB4C4=-21.54-50.36=-71.90KN·mMB4C4=-MC4B4=71.90KN·mMBC=-ql2/12=-7.50×5.872/12MBC=-21.54KN·mMCB=-MBC=21.54KN·mMBC=-68.64×5.87/8=-50.36KN·mMCB=68.64×5.87/8=50.36KN·m二～三层框架梁KL1BC跨固端弯矩计算将三角形荷载简化为均布荷载，6.00KN/m×5/8=3.75KN/m，总的均布荷载值为g=3.75KN/m96 MB23C23=-10.77-23.51=-34.28KN·mMB23C23=-MC23B23=34.28KN·mMBC=-ql2/12=-3.75×5.872/12MBC=-10.77KN·mMCB=-MBC=10.77KN·mMBC=-32.04×5.87/8=-23.51KN·mMCB=32.04×5.87/8=23.51KN·m框架梁CE跨固端弯矩计算屋面框架梁WKL1CE跨固端弯矩计算计算简图MC5E5ME5C5将三角形荷载简化为均布荷载，1.50KN/m×5/8=0.94KN/m，总的均布荷载值为g=0.94KN/mMC5E5=-3.58-9.54-5.30=-18.42KN·mME5C5=4.95+3.90+9.64=18.49KN·mMCE=-qa3(4l-3a)/12l2=-0.94×5.873×（4×8.27-3×5.87）/(12×8.272)MEC=-3.58KN·mMEC=qa2(6l2-8al+3a2)/12l2=0.94×5.872×（6×8.272-8×5.87×8.27+3×5.872）/(12×8.272)MCE=4.95KN·m96 MCE=-Fpab2/l2=-7.86×2.4×5.872/8.272MCE=-9.54KN·mMEC=Fpa2b/l2=7.86×2.42×5.87/8.272MEC=3.90KN·mMCE=-Fpab2/l2=-8.04×5.335×2.9352/8.272MCE=-5.30KN·mMEC=Fpa2b/l2=8.04×5.3352×2.935/8.272MEC=9.64KN·m四层框架梁KL1CE跨固端弯矩计算将三角形荷载简化为均布荷载，12.00KN/m×5/8=7.50KN/m，总的均布荷载值为g=7.50KN/mMC4E4=-28.59-76.32-46.12=-151.03KN·mME4C4=39.48+31.20+83.84=154.34KN·mMCE=-qa3(4l-3a)/12l2=-7.50×5.873×（4×8.27-3×5.87）/(12×8.272)MEC=-28.59KN·mMEC=qa2(6l2-8al+3a2)/12l2=7.50×5.872×（6×8.272-8×5.87×8.27+3×5.872）/(12×8.272)MCE=39.48KN·mMCE=-Fpab2/l2=-63.12×2.4×5.872/8.272MCE=-76.32KN·mMEC=Fpa2b/l2=63.12×2.42×5.87/8.272MEC=31.20KN·m96 MCE=-Fpab2/l2=-68.64×5.335×2.9352/8.272MCE=-46.12KN·mMEC=Fpa2b/l2=68.64×5.3352×2.935/8.272MEC=83.84KN·m二～三层框架梁KL1CE跨固端弯矩计算将三角形荷载简化为均布荷载，6.00KN/m×5/8=3.75KN/m，总的均布荷载值为g=3.75KN/mMC23E23=-14.30-36.78-21.53=-72.61KN·mME23C23=19.74+15.04+39.13=73.91KN·mMCE=-qa3(4l-3a)/12l2=-3.75×5.873×（4×8.27-3×5.87）/(12×8.272)MEC=-14.30KN·mMEC=qa2(6l2-8al+3a2)/12l2=3.75×5.872×（6×8.272-8×5.87×8.27+3×5.872）/(12×8.272)MCE=19.74KN·mMCE=-Fpab2/l2=-30.42×2.4×5.872/8.272MCE=-36.78KN·mMEC=Fpa2b/l2=30.42×2.42×5.87/8.272MEC=15.04KN·mMCE=-Fpab2/l2=-32.04×5.335×2.9352/8.272MCE=-21.53KN·mMEC=Fpa2b/l2=32.04×5.3352×2.935/8.272MEC=39.13KN·m96 固端弯矩计算值统计表MBCMCBMCEMEC顶层MB5C5=-8.60KN·mMC5B5=8.60KN·mMC5E5=-18.42KN·mME5C5=18.49KN·m四层MB4C4=-71.90KN·mMC4B4=71.90KN·mMC4E4=-151.03KN·mME4C4=154.34KN·m三层MB3C3=-34.28KN·mMC3B3=34.28KN·mMC3E3=-72.61KN·mME3C3=73.91KN·m二层MB2C2=-34.28KN·mMC2B2=34.28KN·mMC2E2=-72.61KN·mME2C2=73.91KN·m7.5.3计算节点弯矩分配系数及不平衡弯矩（1）计算节点弯矩分配系数B5节点：μB5C5=2.43/(2.43+1.07)=0.694μB5B4=1.07/(2.43+1.07)=0.306B4节点：μB4C4=2.43/(2.43+1.16+1.07)=0.521μB4B5=1.07/(2.43+1.16+1.07)=0.230μB4B3=1.16/(2.43+1.16+1.07)=0.249B3节点:μB3C3=2.43/(2.43+1.16+1.16)=0.512μB3B4=μB3B2=1.16/(2.43+1.16+1.16)=0.244B2节点:μB2C2=2.43/(2.43+1.16+0.85)=0.547μB2B3=1.16/(2.43+1.16+0.85)=0.261μB2B1=0.85/(2.43+1.16+0.85)=0.191C5节点:μC5B5=2.43/(2.43+1.73+1.85)=0.404μC5E5=1.73/(2.43+1.73+1.85)=0.288μC5C4=1.85×/(2.43+1.73+1.85)=0.308C4节点:μC4B4=2.43/(2.43+1.73+2.00+1.85)=0.303μC4E4=1.73/(2.43+1.73+2.00+1.85)=0.216μC4C5=1.85/(2.43+1.73+2.00+1.85)=0.231μC3C4=2.00/(2.43+1.73+2.00+1.85)=0.25096 C3节点:μC3B3=2.43/(2.43+1.73+2.00+2.00)=0.298μC3E3=1.73/(2.43+1.73+2.00+2.00)=0.212μC3C4=μC2C3=2.00/(2.43+1.73+2.00+2.00)=0.245C2节点:μC2B2=2.43/(2.43+1.73+2.00+1.47)=0.318μC2E2=1.73/(2.43+1.73+2.00+1.47)=0.227μC2C3=2.00/(2.43+1.73+2.00+1.47)=0.262μC2C1=1.47/(2.43+1.73+2.00+1.47)=0.193E5节点：μE5C5=1.73/(1.73+1.07)=0.618μE5E4=1.07/(1.73+1.07)=0.382E4节点：μE4C4=1.73/(1.73+1.16+1.07)=0.437μE4E5=1.07/(1.73+1.16+1.07)=0.270μE4E3=1.16/(1.73+1.16+1.07)=0.293E3节点:μE3C3=1.73/(1.73+1.16+1.16)=0.427μE3E4=μE3E2=1.16/(1.73+1.16+1.16)=0.286E2节点:μE2C2=1.73/(1.73+1.16+0.85)=0.463μE2E3=1.16/(1.73+1.16+0.85)=0.310μE2E1=0.85/(1.73+1.169+0.85)=0.227（2）计算节点不平衡弯矩MBCMCBMCEMEC顶层MB5C5=-8.60KN·mMC5B5=8.60KN·mMC5E5=-18.42KN·mME5C5=18.49KN·m四层MB4C4=-71.90KN·mMC4B4=71.90KN·mMC4E4=-151.03KN·mME4C4=154.34KN·m三层MB3C3=-34.28KN·mMC3B3=34.28KN·mMC3E3=-72.61KN·mME3C3=73.91KN·m二层MB2C2=-34.28KN·mMC2B2=34.28KN·mMC2E2=-72.61KN·mME2C2=73.91KN·mMB5=-8.60+0.53=-8.07KN·mMC5=8.60-18.42=-9.82KN·mME5=18.49-0.53=17.96KN·mMB4=-71.90+4.29=-67.61KN·m96 MC4=71.90-151.03=-79.13KN·mME4=154.34-4.29=150.05KN·mMB3=-34.28+2.00=-36.28KN·mMC3=34.28-72.61=-38.33KN·mME3=73.91-2.00=71.91KN·mMB2=-34.28+2.00=-36.28KN·mMC2=34.28-72.61=-38.33KN·mME2=73.91-2.00=71.91KN·m7.5.3利用弯矩二次分配法计算框架（KJ-7)在活载作用下的弯矩96 7.5.4绘制梁柱内力图（1）梁柱弯矩图（见下图）96 图7.9活载作用下支座弯矩M图(单位：KN·m）（1）梁柱剪力图（见下图）由ΣMC5=0，VB5C5×5.87+12.79-7.75-8.04×3.00-1.50×2.87×4.44/2-1.50×3.00×1.50/2=0VB5C5=5.45KN由ΣY=0，VB5C5+VC5B5-8.04-1.50×5.87/2=0VC5B5=7.00KN1点处左边的剪力为V1左=5.45-1.50×2.87/2=3.30KN1点处右边的剪力为V1右=3.30-8.04=-4.74KN96 由ΣMC5=0，VE5C5×8.27+22.98-20.45-7.86×2.4-8.04×5.34-1.50×2.94×3.87/2-1.50×2.94×6.81/2=0VE5C5=10.01KN由ΣY=0，VE5C5+VC5E5-7.86-8.04-1.50×5.87/2=0VC5E5=10.29KN1点处左边的剪力为V1左=10.29KN1点处右边的剪力为V1右=10.29-7.86=2.43KN2点处左边的剪力为V2左=2.43-1.50×2.94/2=0.23KN2点处右边的剪力为V2右=0.23-8.04=-7.81KN表7.2框架梁剪力表BC跨CE跨剪力（KN）VBCVCBV1左V1右VCEVECV1左V1右V2左V2右屋面层5.457.003.304.7410.2910.0110.292.430.237.81四层38.6865.1821.4647.1889.4277.5389.4226.308.6659.98三层19.6230.0311.0121.0341.8338.2441.8311.412.5929.45二层17.8731.789.2622.7843.0836.9943.0812.663.8428.20框架柱剪力计算：由VC=（MC上+MC下）/h得下表：表7.3框架柱剪力表层数左边柱（KN）中间柱（KN）右边柱（KN）四层5.0910.7816.02三层8.2012.1824.16二层5.527.6415.04底层1.512.394.58（3）梁柱轴力图梁柱轴力的求取可取隔离体来进行计算，如图示96 B5节点下柱的轴力为NB5B4=Q51+VB5C5=4.26+5.45=9.71KNB4节点上柱轴力为NB4B5=NB5B4=9.71KNC5节点下柱的轴力为NC5C4=Q55+VC5E5+VC5B5=7.86+7.00+10.29=25.15KNC4节点上柱的轴力为NC4C4=NC5C4=25.15KNE5节点下柱的轴力为NE5E4=Q57+VE5C5=4.26+10.01=14.27KNE4节点上柱的轴力为NE4E5=NE5E4=14.27KN96 表7.4框架轴力表B节点轴力（KN）C节点轴力（KN）E节点轴力（KN）NB5B49.71NC5C425.15NE5E414.27NB4B59.71NC4C525.15NE4E514.27NB4B382.71NC4C3242.87NE4E3126.12NB3B482.71NC3C4242.87NE3E4126.12NB3B2118.35NC3C2345.15NE3E2180.38NB2B3118.35NC2C3345.15NE2E3180.38NB2B1152.24NC2C1450.43NE2E1233.39NB1B2152.24NC1C2450.43NE1E2233.3996 图7.10活载作用下剪力V图(单位：KN·m）96 图7.11活载作用下轴力N图(单位：KN·m）7.6框架在风荷载作用下的内力计算风荷载作用下的受荷简图如图X所示。现用D值法计算其内力。7.6.1计算本框架各柱的D值层次B轴（KN/m）C轴（KN/m）E轴（KN/m）层汇总（KN/m）四层13473231211129547889三层16450283331371958502二层16450283331371958502底层119872067010894435517.6.2计算各柱的反弯点高度风荷载作用下的柱的反弯点高度查均布荷载作用下的反弯点高度修正表表7.5框架柱反弯点高度计算表层别修正系数B轴柱C轴柱E轴柱备注四层K2.272.251.61y00.410.410.38标准反弯点高度：n=4,j=4y1000上、下层梁线刚度变化的修正系数，上下层梁线刚度相同，系数取0y2000上层柱与本层柱高不同时的修正系数，无上层柱，系数取0y3000下层柱与本层柱高不同时的修正系数，下层柱与本层柱高比h下/h本=3.6/3.9=0.92396 ∑y0.410.410.38三层K2.102.081.49y00.460.450.45标准反弯点高度：n=4,j=3y1000上下层梁线刚度相同，系数取0y2000上层柱与本层柱高比h上/h本=3.9/3.6=1.08y3000下层柱与本层柱高相同，系数取0∑y0.460.450.45二层K2.102.081.49y00.500.500.47标准反弯点高度：n=4,j=2y1000上下层梁线刚度相同，系数取0y2000上层柱与本层柱高相同，系数取0y3000下层柱与本层柱高相同，系数取0∑y0.500.500.47底层K2.862.832.03y00.550.550.55标准反弯点高度：n=4,j=1y1000上下层梁线刚度相同，系数取0y2000上层柱与本层柱高比h上/h本=3.6/4.2=0.857y3000无下层柱，系数取0∑y0.550.550.557.6.3按刚度分配求各柱的剪力各柱的剪力按下式计算：表7.6框架柱剪力计算表层次VjB柱剪力（KN）C柱剪力（KN）E柱剪力（KN）41096 323235.47148.977.6.4计算各柱弯矩表7.7框架柱弯矩计算表B柱C柱E柱M上=VBi（1-y）hM下=VBiyhM上=VCi（1-y）hM下=VCiyhM上=VEi（1-y）hM下=VEiyh4上柱MB5B4=2.81×（1-0.41）×3.9=6.47KN·mMC5C4=4.83×（1-0.41）×3.9=11.11KN·mME5E4=2.36×（1-0.38）×3.9=5.71KN·m下柱MB4B5=2.81×0.41×3.9=4.49KN·mMC4C5=4.83×0.41×3.9=7.72KN·mME4E5=2.36×0.38×3.9=3.50KN·m3上柱MB4B3=6.47×（1-0.46）×3.6=12.58KN·mMC4C3=11.14×（1-0.45）×3.6=22.06KN·mME4E3=5.39×（1-0.45）×3.6=10.67KN·m下柱MB3B4=6.47×0.46×3.6=10.71KN·mMC3C4=11.14×0.45×3.6=18.05KN·mME3E4=5.39×0.45×3.6=8.73KN·m2上柱MB3B2=9.97×（1-0.50）×3.6=17.95KN·mMC3C2=17.10×（1-0.50）×3.6=30.78KN·mME3E2=8.32×（1-0.47）×3.6=15.87KN·m下柱MB2B3=9.97×0.50×3.6=17.95KN·mMC2C3=17.10×0.50×3.6=30.78KN·mME2E3=8.32×0.47×3.6=14.08KN·m1上柱MB2B1=13.48×（1-0.55）×4.2=25.48KN·mMC2C1=23.24×（1-0.55）×4.2=43.92KN·mME2E1=12.25×（1-0.55）×96 4.2=23.15KN·m下柱MB1B2=13.48×0.55×4.2=31.14KN·mMC1C2=23.25×0.55×4.2=53.68KN·mME1E2=12.25×0.55×4.2=28.30KN·m7.6.5计算框架横梁的弯矩表7.8框架梁弯矩计算表层别梁BC跨梁CE跨顶层4327.6.6计算框架横梁的剪力和柱端的轴力表7.9梁端剪力及柱轴力计算表96 层次梁别4BC6.476.50-（6.47+6.50）/5.87=-2.21-2.21-（2.21-1.25）=-0.961.25CE4.615.71-（4.61+5.71）/8.27=-1.253BC17.0717.42-（17.07+17.42）/5.87=-5.88-（2.21+5.88）=-8.09-[(5.88-3.21)+0.96]=-3.631.25+3.21=4.46CE12.3614.17-（12.36+14.17）/8.27=-3.212BC28.6628.56-（28.66+28.56）/5.87=-9.75-（8.09+9.75）=-17.84-[(9.75-5.43)+3.63]=-7.954.46+5.43=9.89CE20.2724.60-（20.27+24.60）/8.27=-5.431BC43.4343.69-（43.43+43.69）/5.87=-14.84-（17.84+14.84）=-32.68-[(14.84-8.25)+7.95]=-14.549.89+8.25=18.14CE31.0137.23-（31.01+37.23）/8.27=-8.257.6.7绘框架在风荷载作用下的内力图1.绘弯矩M图96 图7.12框架在左风荷载作用下的M图(单位：KN·m）注:右风荷载作用下的内力与左风荷载作用下的内力大小相等，方向相反1.绘剪力V图96 图7.13框架在左风荷载作用下的V图(单位：KN·m）3.绘轴力N图（柱的N以受压为正，受拉为负）96 图7.14框架在左风荷载作用下的N图(单位：KN·m）7.7框架的内力组合7.7.1框架内力组合说明1.按照毕业设计任务书的要求，每人必须组合一层梁、一轴柱进行内力组合极其配筋计算。由于本人所计算的板为屋面，因此对屋面梁以及C轴柱进行内力组合与配筋计算。2.在配筋计算时，梁有三个控制截面：梁两支座截面及跨间截面。而柱进行配筋计算时，有两个控制截面：柱顶与柱底。因此，在内力组合时，对于梁考虑三个截面，对于柱考虑两个截面进行组合。3.内力组合时，主要考虑下面几种情况：（1）非抗震组合①由可变荷载控制的组合可能取1.0或1.2，可能取1.4或1.3，对于标准值大于4KN/m2工业建筑楼面结构的活载应取1.3。本设计取1.4。②由永久荷载控制的组合（仅考虑竖向可变荷载参与组合）96 取1.35，取1.4，取0.7由于本设计风荷载不起控制作用，因而本设计考虑如下三种组合：4.跨内标准值计算（1）KL1BC跨内弯矩标准值①活载作用下根据图示（c）有如下计算式：由于本设计未考虑活荷载最不利布置，而是采用满布的方式布置活荷载。因此，活载作用下的跨内最大弯矩需在按满布活荷载的情况下计算出跨内最大弯矩的基础上乘以1.1的修正系数。（2）KL1CE跨内弯矩标准值①活载作用下96 根据图示（c）有如下计算：=10.01×2.935-20.45-1.5×2.935/2×2.935/2=5.70由于本设计未考虑活荷载最不利布置，而是采用满布的方式布置活荷载。因此，活载作用下的跨内最大弯矩需在按满布活荷载的情况下计算出跨内最大弯矩的基础上乘以1.1的修正系数。②左风荷载作用下取B5E部分为隔离体，则E点处的弯矩为：梁柱的内力组合见内力组合附表。7.8框架结构配筋计算7.8.1屋面横向框架梁KL1截面设计1.截面设计资料截面尺寸：梁B5C5跨250×700mm,l0=5870mm梁C5E5跨250×700mm,l0=8270mm梁混凝土强度等级：C30,HPB235（φ）钢筋，96 HRB335（Φ）钢筋，1.KL1BC跨配筋计算从内力组合表中，可得梁BC跨的内力值如下：截面组合1.2×恒+1.4×活1.2×恒+1.26×（活+风）1.35×恒+0.98×活左支座（B5）M-61.53KN·m-52.29KN·m-64.61KN·mV98.66KN100.68KN107.75KN跨间M145.54KN·m144.96KN·m160.57KN·m右支座（C5）M-320.79KN·m-327.19KN·m-353.27KN·mV-186.76KN-183.00KN-205.94KN（1）正截面配筋计算①跨间正截面计算最大弯矩：，截面有效高度考虑到梁与板一起现浇，板的混凝土与梁的跨间部分一起参与受压。对于跨间的正截面应按T形截面进行计算。T形截面的翼缘计算宽度：A.按计算跨度考虑：=/3=5870/3=1957mm=1.957mB.按梁的净跨考虑：=0.25+5.75=6.00mC.按翼缘高度考虑:=120/665=0.180>0.1,不受此限制。翼缘宽度取以上三者中的最小值，故取=1.957m判断T形截面类型：=1.0×14.3×1957×120×（665-120/2）=2031.72KN·m＞因此，此T形截面属于第一类T形截面。=(160.57×106)/（1.0×14.3×1957×6652）=0.0130＜，不会发生超筋破坏。=(160.57×106)/（300×0.993×665）=811mm2实配钢筋（HRB335）：4Φ18，验算最小配筋率：96 满足要求，不会发生少筋破坏。②左支座（B5截面）正截面计算（内力值近似取柱中心）主梁支座截面以及在负弯矩作用下支座截面按矩形截面计算。设主梁支座截面按单排布置，则截面有效高度考虑到跨间钢筋全部伸入支座，可以按双筋截面考虑。=300×1017×（650-35）=187.64KN·m＞这说明受压区高度＜0，取，对合力点取矩：=(64.61×106)/300×（650-35）=350mm2实配钢筋（HRB335）：2Φ18，验算最小配筋率：满足抗震规范对四级框架梁支座最小配筋率要求，不会发生少筋破坏。③右支座（C5截面）正截面计算（内力值近似取柱中心）截面有效高度支座按矩形截面考虑，但可考虑到跨间钢筋全部伸入支座，故支座按双筋矩形截面考虑。=300×1017×（650-35）=187.64KN·m96 =300×1017/300=1017mm2=353.27-187.64=165.63mm2=(165.23×106)/（1.0×14.3×250×6502）=0.109＜，不会发生超筋破坏。＜，满足要求。=(165.23×106)/（300×0.942×6502）=899.50mm2=899.50+1017=1917mm2实配钢筋（HRB335）：4Φ25，验算最小配筋率:满足抗震规范对四级框架梁支座最小配筋率要求，不会发生少筋破坏。（2）斜截面配筋计算①设计基本资料左支座B5截面：，右支座C5截面：②验算截面尺寸：，属于厚腹梁，按下式进行验算因此，截面尺寸满足要求。③验算是否要按计算配置箍筋：96 左支座B5截面：=0.7×1.43×250×650+1.25×300×50.3×650/200=223.97KN＞因此，左支座B5截面不需要按计算配置箍筋，只需要按构造要求配置箍筋。右支座C5截面：=0.7×1.43×250×650+1.25×300×50.3×650/200=223.97KN＞因此，右支座C5截面不需要按计算配置箍筋，只需要按构造要求配置箍筋。④左右支座截面配箍验算由于左右支座截面只需要按构造要求配置箍筋，现选作为箍筋。对构造要求的验算如下：非加密区箍筋间距：梁500＜h≤800mm时，，最大间距350mm，因此符合要求。加密区箍筋间距：，满足要求。加密区长度：，为了施工方便，取加密区长度为1100mm。配箍率：满足抗震规范对四级框架梁最小配箍率的要求。因此WKL1BC跨的箍筋为。3.KL1CE跨配筋计算从内力组合表中，可得梁CE跨的内力值如下：截面组合1.2×恒+1.4×活1.2×恒+1.26×（活+风）1.35×恒+0.98×活左支座（C5）M-467.39KN·m-458.36KN·m-512.14KN·mV273.10KN273.24KN301.12KN跨间M311.32KN·m307.87KN·m346.51KN·m96 右支座（E5）M-204.80KN·m-209.13KN·m-218.23KN·mV-202.98KN-200.00KN-222.39KN（1）正截面配筋计算①跨间正截面计算最大弯矩：，截面有效高度考虑到梁与板一起现浇，板的混凝土与梁的跨间部分一起参与受压。对于跨间的正截面应按T形截面进行计算。T形截面的翼缘计算宽度：A.按计算跨度考虑：=/3=8270/3=2757mm=2.757mB.按梁的净跨考虑：=0.25+8.15=8.40mC.按翼缘高度考虑:=120/665=0.180>0.1,不受此限制。翼缘宽度取以上三者中的最小值，故取=2.757m判断T形截面类型：=1.0×14.3×2757×120×（665-120/2）=2862.26KN·m＞因此，此T形截面属于第一类T形截面。=(346.51×106)/（1.0×14.3×2757×6652）=0.0199＜，不会发生超筋破坏。=(346.51×106)/（300×0.990×665）=1754mm2实配钢筋（HRB335）：4Φ25，验算最小配筋率：满足抗震规范对四级框架梁支座最小配筋率要求，不会发生少筋破坏。②左支座（C5截面）正截面计算（内力值近似取柱中心）支座按矩形截面考虑，但可考虑到跨间钢筋全部伸入支座，故支座按双筋矩形截面考虑。按双排布置，截面有效高度96 =300×1964×（630-35）=350.57KN·m=300×1964/300=1964mm2=512.14-350.57=161.57mm2=(161.57×106)/（1.0×14.3×250×6302）=0.114＜，不会发生超筋破坏。＜，满足抗震规范对的要求。，取=(161.57×106)/（300×0.939×630）=910mm2=910+1964=2874mm2实配钢筋（HRB335）：3Φ25+3Φ25，验算最小配筋率:满足抗震规范对四级框架梁支座最小配筋率要求，不会发生少筋破坏。③右支座（E5截面）正截面计算（内力值近似取柱中心）截面有效高度支座按矩形截面考虑，但可考虑到跨间钢筋全部伸入支座，故支座按双筋矩形截面考虑。=300×1964×（650-35）=362.36KN·m＞这说明受压区高度＜0，取，对合力点取距：96 =(218.23×106)/300×（650-35）=1183mm2实配钢筋（HRB335）：4Φ20，验算最小配筋率：满足抗震规范对四级框架梁支座最小配筋率要求，不会发生少筋破坏。（2）斜截面配筋计算①设计基本资料左支座C5截面：，右支座E5截面：②验算截面尺寸：，属于厚腹梁，按下式进行验算因此，截面尺寸满足要求。③验算是否要按计算配置箍筋：左支座B5截面：=0.7×1.43×250×650+1.25×300×50.3×650/200=223.97KN＜因此，左支座C5截面需要按计算配置箍筋。只配箍筋而不用弯起钢筋时，=（301.12×103-0.7×1.43×250×650）/（1.25×300×650）=0.568采用，实有＞0.568，可以。箍筋配筋率：96 ＞，可以。右支座E5截面：=0.7×1.43×250×650+1.25×300×50.3×650/200=223.97KN＞因此，右支座E5截面不需要按计算配置箍筋，只需要按构造要求配置箍筋。④左右支座截面配箍验算由于左右支座截面只需要按构造要求配置箍筋，现选作为箍筋。对构造要求的验算如下：非加密区箍筋间距：梁500＜h≤800mm时，，最大间距350mm，因此符合要求。加密区箍筋间距：，满足要求。加密区长度：，为了施工方便，取加密区长度为1100mm。配箍率：满足抗震规范对四级框架梁最小配箍率的要求。因此WKL1CE跨的箍筋为。7.8.2框架梁（KJ-7）C轴柱截面设计1.截面设计资料：截面尺寸：，一层至四层同断面。截面有效高度：柱混凝土强度等级为：C30,HPB235（φ）钢筋，HRB335（Φ）钢筋，框架柱的计算长度：底层96 二层至三层四层2.框架柱的轴压比验算经比较，在各种内力组合下，柱的最大轴力值为，因此用此轴力来验算柱的轴压比，最大轴力下的柱轴压比满足了，其他情况下，也一定会满足，该框架结构的抗震等级为四级，为了安全考虑取三级抗震等级轴压比进行计算，三级抗震轴压比限制为。截面满足抗震作用下的延性要求。3.框架柱KZ2第四层配筋计算（1）正截面配筋计算框架柱的界限破坏时的为：而框架柱KZ2的最大轴力为＜，初步确定本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。对于大偏心受压构件，对配筋起控制作用的截面是轴力越小或弯矩越大的内力组合。从内力组合表中，选择轴力小或者弯矩绝对值大的组合。经比较，选取如下两组内力进行配筋计算:A.①组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，构件长细比对截面曲率修正系数96 ，则偏心距增加系数为：因对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。B.②组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：96 因对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。（2）斜截面配筋计算框架柱斜截面受剪计算应按剪力构件考虑，从内力组合表中选取及相应的轴力N组合进行配筋计算。通过比较选取内力如下：剪跨比计算：，取轴力设计值N的确定：=0.3×14.3×400×600=1029.6KN>N=651.08KN,取N=651.08KN验算是否计算配置箍筋：=190.80KN＞=48.04KN96 因此，不需要按计算配置箍筋，只需要按构造配置箍筋。现选配箍筋为φ8@100/200的复合箍，如图所示，现验算其是否满足构造要求。加密区箍筋间距，满足要求。柱端箍筋加密区长度：三者中取大值，取600mm。因此KZ2第四层采用箍筋为φ8@100/20的复合箍。2.框架柱KZ2第三层配筋计算（1）正截面配筋计算框架柱的界限破坏时的为：而框架柱KZ2的最大轴力为＜，初步确定本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。对于大偏心受压构件，对配筋起控制作用的截面是轴力越小或弯矩越大的内力组合。从内力组合表中，选择轴力小或者弯矩绝对值大的组合。经比较，选取如下两组内力进行配筋计算:A.①组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：96 因对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。B.②组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：96 因对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。（2）斜截面配筋计算框架柱斜截面受剪计算应按剪力构件考虑，从内力组合表中选取及相应的轴力N组合进行配筋计算。通过比较选取内力如下：剪跨比计算：，取轴力设计值N的确定：=0.3×14.3×400×600=1029.6KN＜N=1283.91KN取N=1029.60KN验算是否计算配置箍筋：=240.82KN＞=50.22KN因此，不需要按计算配置箍筋，只需要按构造配置箍筋。现选配箍筋为φ8@100/200的复合箍，如图所示，现验算其是否满足构造要求。加密区箍筋间距，满足要求。96 柱端箍筋加密区长度：三者中取大值，取600mm。因此KZ2第四层采用箍筋为φ8@100/20的复合箍。2.框架柱KZ2第二层配筋计算（1）正截面配筋计算框架柱的界限破坏时的为：而框架柱KZ2的最大轴力为＞，初步确定本框架柱KZ2属于小偏心受压构件。对于小偏心受压构件，对配筋起控制作用的截面是轴力越小或弯矩越大的内力组合。从内力组合表中，选择轴力小或者弯矩绝对值大的组合。经比较，选取如下两组内力进行配筋计算:A.①组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，取构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：因96 对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于大偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。B.②组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，取构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：因对于对称配筋，有可得：96 因此，本框架柱KZ2属于小偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。（2）斜截面配筋计算框架柱斜截面受剪计算应按剪力构件考虑，从内力组合表中选取及相应的轴力N组合进行配筋计算。通过比较选取内力如下：剪跨比计算：，取轴力设计值N的确定：=0.3×14.3×400×600=1029.6KN＜N=1775.43KN取N=1029.60KN验算是否计算配置箍筋：96 =240.82KN＞=61.79KN因此，不需要按计算配置箍筋，只需要按构造配置箍筋。现选配箍筋为φ8@100/200的复合箍，如图所示，现验算其是否满足构造要求。加密区箍筋间距，满足要求。柱端箍筋加密区长度：三者中取大值，取600mm。因此KZ2第四层采用箍筋为φ8@100/20的复合箍。2.框架柱KZ2底层配筋计算（1）正截面配筋计算框架柱的界限破坏时的为：而框架柱KZ2的最大轴力为＞，初步确定本框架柱KZ2属于小偏心受压构件。对于小偏心受压构件，对配筋起控制作用的截面是轴力越小或弯矩越大的内力组合。从内力组合表中，选择轴力小或者弯矩绝对值大的组合。经比较，选取如下两组内力进行配筋计算:A.①组内力计算偏心距：附加偏心距：初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，取构件长细比对截面曲率修正系数96 ，则偏心距增加系数为：因对于对称配筋，有可得：因此，本框架柱KZ2属于小偏心受压构件。则：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。B.②组内力计算偏心距：附加偏心距：96 初始偏心距：偏心受压构件的截面曲率修正系数为，取构件长细比对截面曲率修正系数，则偏心距增加系数为：因对于对称配筋，有可得：故需按构造配筋：根据《建筑抗震设计规范》6.3.8条规定，抗震等级为四级的的框架中柱，柱截面纵向钢筋的最小配筋率为0.6%，同时每一侧配筋率不应小于0.2%。全截面As=400×600×0.6%=1440mm2，选配6Φ18，As=1526mm2；一侧配筋3Φ18，As=763mm2，ρ=As/A=763/（400×600）=0.32%>0.2%，满足最小配筋率要求。96 （2）斜截面配筋计算框架柱斜截面受剪计算应按剪力构件考虑，从内力组合表中选取及相应的轴力N组合进行配筋计算。通过比较选取内力如下：剪跨比计算：，取轴力设计值N的确定：=0.3×14.3×400×600=1029.6KN＜N=2244.31KN取N=1029.60KN验算是否计算配置箍筋：=212.21KN＞=40.29KN因此，不需要按计算配置箍筋，只需要按构造配置箍筋。现选配箍筋为φ8@100/200的复合箍，如图所示，现验算其是否满足构造要求。加密区箍筋间距，满足要求。柱端箍筋加密区长度：三者中取大值，取600mm。因此KZ2第四层采用箍筋为φ8@100/20的复合箍。96 第7章柱下独立基础设计8.1确定地基的类型及基础的持力层8.1.1本工程为四层框架结构，规模比较小，场地为Ⅱ类，在主要受力层范围内不存在软弱粘性土层，故该房屋基础可不进行抗震承载力验算及变形计算。8.1.2根据地质资料，地址持力层为粘土，孔隙比为，液性指数，第一层为1.0M厚的场地覆盖层，下面为厚度无限大的地基承载力值为。8.1.3根据规范的要求，基础宜浅埋，本设计采用天然地基。8.2确定基础类型为了避免其他一些因素的影响，确定本工程项目采用柱下独立阶形基础。为了避免其它一些因素的影响,确定本工程项目采用柱下独立基础。当基础高度h大于等于600mm而小于900mm时，阶梯形基础分二级，阶梯形基础每阶高度宜为300mm～500mm，基础ZJ-C的第一阶取400mm，第二阶取400mm；基础ZJ-A的第一阶取400mm，第二阶取400mm；基础ZJ-E的第一阶取400mm，第二阶取400mm。本工程采用柱下独立基础，基础混凝土等级为C30，fc＝14.3N/mm2，ft＝1.43N/mm2；垫层混凝土等级为C10；HRB335级钢筋，fy＝300N/mm2，纵筋合力点至近边距离as＝35mm。8.3荷载效应组合8.3.1地基承载力计算按地基承载力确定基础底面积和埋深，确定传至基础的荷载效应，应采用正常使用极限状态下荷载效应的标准组合。标准组合考虑如下几种情况，组合值如表8.1所示：表8.1框架柱标准组合计算表96 截面内力恒载活载左风右风①+②①+0.9×（②+③）①+0.9×（②+④）①+②+0.6×③①+②+0.6×④①②③④C柱底层柱底M-14.68-3.953.68-53.68-18.5830.12-66.5013.63-50.79N-1416.68-450.4314.54-14.54-1867.11-1808.98-1835.15-1858.39-1875.83V-11.68-2.3923.24-23.24-14.077.09-34.75-0.13-28.018.3.2基础截面及配筋计算确定基础截面尺寸、配筋和验算材料强度时，上部结构传来的荷载效应组合和相应的基底反力，应采用承载力极限状态下荷载效应的基本组合。在确定基础台阶高度，计算基础结构内力、确定配筋以及验算基础底板受冲切承载力时，上部结构传来的荷载效应和相应的基底反力，应按承载力极限状态下荷载效应的基本组合，采用相应的分项系数。标准组合考虑如下几种情况，组合值如表8.2所示。由于上部结构计算时未考虑基础梁传给基础顶面的荷载，因此，在这里不应该漏掉。表8.1及8.2中的恒载均考虑了基础顶面的荷载。表8.2框架柱基本组合计算表截面内力恒载活载左风右风①+②1.2×①+1.4×②1.2×①+1.26×（②+③）1.2×①+1.26×（②+④）1.35×①+0.98×②①②③④C柱底层柱底M-14.68-3.953.68-53.68-18.58-23.0845.11-90.17-23.64N-1416.68-450.4314.54-14.54-1867.11-2330.62-2249.24-2285.88-2353.94V-11.68-2.3923.24-23.24-14.07-17.3611.57-46.31-18.118.4C轴框架柱下独立基础的设计8.4.1基础底面积的确定框架柱基础顶面标高已确定为-1.00m（位于室外地坪一下0.7m处），距为1.00m，框架柱钢筋直径最大值d=20mm，HRB335级，基础混凝土强度C30，则框架柱钢筋的锚固长度取，考虑钢筋保护层厚度，取基础高度为800mm，则基础底板标高为-1.80m，从室外地坪算起的基础埋置深度d=1.5m，基础底部进入持力层0.3m，基础的计算简图如图39所示。（插入图）（1）修正地基承载力查表可知孔隙比，液性指数小于等于0.85的粘性土，，则96 （2）初步估计基础底面尺寸考虑荷载偏心，将偏压基础基底面积按轴压基础初步估计的面积增大1.1～1.4，本设计取1.2。，取基地长短边之比n=L/B约为1.29，于是初步确定基础的底面尺寸为L=4.5m，B=3.5m，A=B×L=15.75m2。基础JC-A平面示意图如图7-2所示（插入图）（3）验算荷载偏心距荷载偏心距的计算过程如下表8.3所示：其中MK、NK、VK为标准组合值,基底处的总竖向力：,基底处的总力矩:,h—为基础高度；偏心距：表8.3验算荷载偏心距过程表组合1组合2组合3组合4组合5MK18.5830.1266.5013.6350.79NK1867.111808.981835.151858.391875.83VK14.077.0934.750.1328.01GK472.5472.5472.5472.5472.5PK=NK+GK2339.612281.482307.652330.892348.33MK总=MK+VKh29.8435.7994.3013.7373.20e=MK总/NK+GK0.0130.0160.0410.0060.031L/60.80.80.80.80.8e≤L/6是是是是是96 （2）验算基底最大压力基底最大压力的验算按如下公式验算：当时，表示基础底板尺寸符合要求，否则，应增大基础底面积。具体过程见表8.4所示。表8.4验算基底最大压应力过程表组合1组合2组合3组合4组合5PK=NK+GK2339.612281.482307.652330.892348.33MK总=MK+VKh29.8435.7994.3013.7373.20e=MK总/NK+GK0.0130.0160.0410.0060.031L/60.80.80.80.80.8e≤L/6是是是是是PKmax=151.12147.95154.53149.17155.26204204204204204PKmax≤是是是是是通过以上验算过程，可知确定的基础尺寸b×l=3.5m×4.5m满足要求。8.4.2基础的抗冲切验算前面已按框架柱纵向钢筋锚固要求以及柱下独立基础发构造要求初步选定基础高度h=800mm，且采用阶形基础，基础详细尺寸如图所示。1.2×①+1.4×②1.2×①+1.26×（②+③）1.2×①+1.26×（②+④）1.35×①+0.98×②-23.0845.11-90.17-23.64-2330.62-2249.24-2285.88-2353.94-17.3611.57-46.31-18.11（1）计算基底反力设计值首先对组合1（1.2×①+1.4×②）进行计算：96 基本组合下的地基净反力：基底总弯矩：净偏心距：基底最大净反力设计值：基底最小净反力设计值:其余组合情况的计算过程如表8.5所示。96'