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1、太原理工大学继续教育学院毕业（论文）纸 集体宿舍楼的建筑设计 1 、绪 论 1、 设计依据： 依据整体扩建方案，在学校生活区内建一栋宿舍楼来解决新招学生及员工生活需求。 2、工程概况：集体宿舍楼，柱下砼独立基础，地上三层，钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为现浇，建筑面积约为3800m2，建筑物外形为巨型，宽16.14m，长为77.54m，建筑方案确定，房间开间3.9m，进深6.9m，走廊宽2.1m，层高3.3m，室内外高差为0.6m，设防烈度8度，设计基本地震加速度值为0.05g，建筑等级二级，建筑耐火等级二级，砼框架结构抗震等级四类，设计使用年限50年，该项目包括管理室、公共活
2、动室、厕所及晾晒空间，配备活动室。 2、 建筑设计说明书 本设计为某集体宿舍楼的建筑设计，实际建筑面积为3755.49平方米，拟建3层。 本设计共分为以下几个部分： 建筑平面的设计； 建筑剖面的设计； 建筑体型和立面的设计； 3 结构设计说明书 3.1 框架结构设计任务书 3.1.1 工程概况 某集体宿舍楼，主体三层，钢筋混凝土框架结构。梁板柱均为现浇，建筑面积3755.49m2，建筑物外形为巨型，宽16.14米，长为77.54米，建筑方案确定，房间开间3.9米，进深6.9米，走廊宽2.1米，层高3.3米，室内外高差为0.6米，设防烈度8度，二类场地。地震参
3、数区划的特征周期分区为二区，抗震等级二级。 图 3-1 柱网布置 3.1.2 设计内容 (1)确定梁柱截面尺寸及框架计算简图 (2)荷载计算 (3)框架纵横向侧移计算； (4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析； (5)内力组合及截面设计； (6)节点验算。 3.2 框架结构设计计算 3.2.1 梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定 (1)初估截面尺寸 ① 柱：一、二、三层：b×h=350mm×350mm。 ② 梁： KL1=b×h=300mm×600mm KL2=b×h=300mm×600mm KL3=b×h=300mm×600mm KL4=b
4、×h=300mm×600mm KL5=b×h=300mm×600mm (2) 梁的计算跨度 以上柱形心线为准，由于建筑轴线与墙轴线不重合，故建筑轴线与结构计算跨度相同，见图中所示。 底层柱高度：h=3.3m+0.6m+1.2m=5.1m，其中3.3m为底层层高，0.6m为室内外高差，1.2m为基础顶面至室外地面的高度，其它柱高等于层高，即3.3m，由此得框架计算简图 图3-2 框架梁编号 图3-3 梁的计算跨度 3.2.2 荷载计算 （1）屋面均布恒载 按屋面的做法逐项计算均布荷载，计算时注意：吊顶处不做粉底，无吊顶处做粉底，近似取吊顶，粉底为相同重量。 二毡三油
5、防水层 0.35KN/m2 冷底子油热玛蹄脂二道 0.05 KN/m2 200mm厚泡沫混凝土保温层 0.2×6=1.2KN/m2 120mm 厚现浇板 0.12×25=3 KN/m2 15 mm厚吊顶与粉底 0.015×17= 0.2 6KN/m2 共计 5.26 KN/m2 图3-4横向框架计算简图及柱编号 （2）楼
6、面均布恒载 按楼面做法逐项计算； 水磨石地面 0.65KN/m2 120厚现浇板 0.12×25=3 KN/m2 吊顶与粉底 0.015×17= KN/m2 共计 3.91 KN/m2 其它层楼面荷载： 16.14×77.54×4.15=5193.71KN （3）屋面均布活荷载 雪荷载标准值： 16.14×77.54×0.25=1251.5KN 计算重力荷载代表值时，由于设计的可上人屋面，因此取荷载为1
7、 .5 KN/m2，此时雪荷载考虑。 屋面活荷载标准值： 16.14×77.54×1.5=1877.24KN （4）楼面均布活荷载 楼面均布活荷对旅馆的一般房间为1.5 KN/m2；走廊、楼梯、门厅等处取为2.0 KN/m2为了计算方便，此处偏安全地同意取均布活荷载2.0 KN/m2 楼面均布活荷载标准值为： （10×3.6+0.5）×（6.6×2+2.4+0.5）×2=1175 KN （5）梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱的抹灰重量） 梁侧、梁底抹灰近似按加大了梁宽考虑 每根重量计算 0.34×0.7×6.1×25=36.3KN 表3-1 梁柱自重
8、 编号 截面（m2） 长度（m） 根数 每根重量（KN） L1 0.3×0.6 6.9 28 36.3 L2 0.3×0.6 2.1 14 11.3 L3 0.25×0.6 6.9 126 30.96 L4 0.25×0.4 2.1 63 5.51 L5 0.25×0.6 5.1 40 13.48 L6 0.25×0.45 5.1 240 10.1 Z1 0.35×0.35 5.1 44 35.4 Z2 0.35×0.35 3.3 264 24.1 （6）墙体自重 墙体均为240厚，两面抹灰，近似按加厚
9、墙体考虑抹灰重量。 单位面积上墙体重量为 0.28×19=5.32KN/m2 卫生间墙厚为 180:0.2×19=3.8 KN/m2 墙体自重计算见表：考虑墙体上有门和窗,所以墙净重按80%折算. 表3-2 墙体自重 墙体 每片面积 （m2） 片数 重量（KN） 折算重量（KN） 底层纵墙 3.1×4.2 33 2286 1829 底层横墙 6.1×4.2 13 1772 1550 标准层纵墙 3.1×2.85 35 1645 1316 标准层横墙 6.1×2.7 19 1665 1450 卫
10、生间纵墙 1.71×2.85 24 445 445 卫生间横墙 2.6×2.7 24 640 640 女儿墙纵墙 1.2×10×3.6 2 86 86 女儿墙横墙 1.2×（6.6 ×2+2.4） 1 19 19 (7) 荷载分层总汇。 顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%的均布活荷载，纵横墙自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙体自重。 将上述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值 如下： 第三层：G3=8976KN 第二层：G2=8976KN 第一层：G1=10196KN 3.2.3 水平地
11、震作用下框架的侧移验算. （1）横梁线刚度. 混凝土C30，Ec=3×107KN/m2 ，fe=1.5N/mm2 在框架结构中为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩）；对中框架梁取I=2.0 I0，、 图3-5质点重力荷载值 建筑物总重力荷载代表值为： 46101KN 横梁线刚度计算结果列于表 表3－3 横梁线刚度 梁 号 L 截 面 b×h（m2） 跨 度 L（m） I0=bh3/12 m4 边
12、 框 架 梁 中 框 架 梁 Ib=2.0 I0 （m4） Kb=EIb/L （KNm） Ib=2.0 I0 （m4） Kb=EIb/L （KNm） L1 0.3×0.6 6.9 5.4×10-3 8.×10-3 3.68×104 L2 0.3×0.6 2.1 5.4×10-3 8.1×10-3 10.1×104 L3 0.25×0.6 6.9 4.5×10-3 9×10-3 4.09×104 L4 0.25×0.4 2.1 1.3×10-3 2.6×10-3 3.25×104 L5 0.2
13、5×0.6 5.1 4.5×10-3 6.75×10-3 5.63×104 9×10-3 7.5×104 L6 0.25×0.45 5.1 1.9×10-3 2.85×10-3 2.38×104 3.8×10-3 3.17×104 （2）横向框架柱的侧移刚度D值计算. 柱线刚度列于下表 表3－4柱线刚度 柱号 （Z） 截面 （m2） 柱高度h （m） 惯性矩Ic=bh3/12 （m4） 线刚度Kc Kc=EIc/h Z1 0.35×0.35 5.1 5.21×10-3 3.22×104 Z2 0.35×0.35
14、 3.3 5.21×10-3 4.74×104 横向框架侧移刚度D值计算见下表 表3－5 横向框架侧移刚度D值计算 层 柱类型 根数 底层 边框边柱 3.68/3.22=1.143 0.523 8591 4 边框中柱 （3.68+10.1）/3.22=4.28 0.761 12501 4 中框边柱 4.09/3.22=1.27 0.541 8887 18 中框中柱 （4.09+3.25）/3.22=2.28 0.650 10677 18 ∑D 436520 二 三 层 边框边柱 （3.68+3.6
15、8）/（2*4.74）=0.78 0.281 14677 4 边框中柱 （3.68+10.1）*2/（2*4.74）=2.91 0.593 30973 4 中框边柱 （4.09+4.09）/（2*4.74）=0.86 0.301 15722 18 中框中柱 （4.09+3.25）*/（2*4.74）=1.55 0.437 22825 18 ∑D 876446 （3）横向框架的自振周期 按顶点位移法计算框架的自振周期。 式中 α0——基本周期调整系数。考虑非承重填充墙时取0.6 △T——框架的顶点位移。 表3－6
16、 横向框架顶点位移 层次 Gi（KN） ∑Gi（KN） Di（KN/m） 层间相对位移 δ=∑Gi/ Di △i 3 8976 42808 876446 0.0488 0.250 2 8976 51784 876446 0.0591 0.2011 1 10197 61980 436520 0.142 0.142 T1==1.7×0.6× =0.597（s） （4）横向地震作用计算 在工类场地二区，结构的特征周期Tg和地震影响系数αmax为： Tg=0.35（s）
17、 αmax=0.08 由于T1=0.597（s）>1.4=1.4×0.35=0.49（s），应考虑顶点附加地震作用。 按底部剪力法求得基部剪力，若按 Fi= δn= 0.08 T1+0.01=0.08×0.597+0.01=0.0578 结构横向总水平地震作用标准值： FEK=（Tg/ T1）0.9×αmax ×0.85 =2656KN 顶点附加水平地震作用 △Fn=δn FEK=0.0578×2656=31.46KN 各层横向地震剪力见表如下 表3－7各层横向地震作用及楼层地震剪力 层次 hi Hi Gi
18、 GiHi Fi Vi 3 3.3 11.45 8976 102775 0.112 280 2498.3 2 3.3 8.15 8976 73154 0.080 200.2 2698.5 1 4.85 4.85 10197 49451 0.054 135 2833.5 注： 图3－6横向框架各层水平地震作用及地震剪力 （5）横向框架抗震变形验算. 多遇地震作用下，层间弹性位移验算见下表 表3－8横向变形验算 层次 层间剪力Vi（KN） 层间刚度Di（KN） 层间位移Vi/Di（m） 层高（m） 层间相
19、对弹性转角θe 3 2498.3 876446 0.0029 3.3 1/1137 2 2698.5 876446 0.0031 3.3 1/1064 1 2833.5 10197 0.0065 5.1 1/746 层间弹性相对转角均满足要求θe<[θe]=1/450 （6）纵向框架柱侧移刚度D值. 表3－9 纵向框架柱侧移刚度D值计算 项目 层 根 数 底 层 边框架边柱 2.06/3.51=0.587 0.42 6298 3
20、4.39/3.51=1.251 0.539 8082 1 边框架中柱 2.06×2/3.51=1.174 0.527 7902 2 2.06+4.39/3.51=1.838 0.609 9132 1 中框架边柱 2.01/3.51=0.573 0.417 6253 2 5.86/3.51=1.670 0.591 8862 2 中框架中柱 2.01×2/3.51=1.145 0.523 7842 2 2.01+5.86/3.51=2.242 0.646 9687 2 ∑D 117200 二
21、 层 边框架边柱 2.06/1.36=1.515 0.431 6459 3 4.39/1.36=3.228 0.617 9247 1 边框架中柱 2.06×2/1.36=3.029 0.602 9022 2 2.06+4.39/1.36=4.743 0.703 10535 1 中框架边柱 2.01/1.36=1.478 0.425 6369 2 5.86/1.36=4.309 0.683 10236 2 中框架中柱 2.01×2/1.36=2.956 0.643 9636 2 2.01+5.86/1.36=5.787 0
22、743 11135 2 ∑D 131955 顶 层 边框架边柱 5.86/1.09=5.376 0.729 8756 4 中框架边柱 5.86/1.09=5.376 0.729 8756 2 ∑D 52536 （7）纵向框架自振周期 表3－10 纵向框架顶点位移计算 层数 Gi（KN） Gi（KN） Di（KN/m） δi=∑Gi/ Di △i 3 3059.729 16477.303 131955 0.1249 0.464 2 3059.729 19537.032 131955 0.1
23、481 0.3391 1 2850.971 22388.033 117200 0.1910 0.1910 T1=1.7×0.6×＝0.896（s）>1.47s=0.42（s） （8）纵向地震作用计算 结构纵向水平地震作用标准值为： FEK=()0.9×аmax×0.85＝（）0.9×0.08×0.85×22388.003=568.66KN 定点附加地震作用 ： δn＝0.08 T1＋0.01＝0.08×0.42＋0.01＝0.043 △Fn＝δn FEK＝0.0436×568.66=24.73KN 各顶层纵向地震剪力计算见下页表11 Fi＝ FEK（1－
24、δn） 表3－11各层纵向地震作用及层地震剪力 层次 Hi （m） Ai （m） Gi （KN） GiHi Fi （KN） Vi （KN） 3 3.3 11.9 3059.729 36411 0.102 55.47 479.77 2 3.3 8.6 3059.729 26314 0.074 40.25 520.02 1 2.3 5.3 2850.971 15110 0.042 22.84 542.86 （9）纵向框架变形验算 3.2.4 水平地震作用下，横向框架的内力分析
25、表3-14 地震力作用下框架梁端弯矩及柱轴力 层次 n AB跨 BC跨 柱轴力 l (m) M左 (KNm) M右 (KNm) Vb（KN） l (m) M左 (KNm) M右 (KNm) Vb (KN) ND (KN) NJ (KN) 3 6.6 92.9 76.5 25.67 2.4 60.82 60.82 50.68 -53.23 -50.24 2 6.6 153.45 124.1 42.05 2.4 98.65 98.65 82.21 -68.03 -158.42 1 6.6 168
26、25 146.3 47.66 2.4 116.35 116.35 96.96 -87.83 -207.72 3.2.5 竖向荷载作用下框架的内力分析 仍取中框计算 （1） 荷载计算 第三层梁的均布线荷载 AB跨 屋面均布恒载传给梁 5.26×3.6＝18.94 KN/m 横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25＝4.35 KN/m 恒载 23.29 KN/m 图3－8 地震作用下框架梁柱弯矩图 BC跨 屋面均布恒载传给梁
27、 5.26×3.6＝18.94 KN/m 横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m 恒载 21.84 KN/m 第二．三层梁的均布线荷载 AB跨： 楼面均布荷载传给梁 3.91×3.6＝14.08 KN/m 横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m 内横墙自重（包括粉刷） 0.28×19×（3.6－0.6）＝15.96KN/m 恒载
28、 32.94KN/m BC跨： 楼面均布荷载传给梁 3.91×3.6＝14.08KN/m 横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m 恒载 16.98KN/m 第二．三层活荷载： 2×3.6＝7.2 KN/m 第二．三层集中荷载： 纵梁自重（包括抹灰） 0.29×0.45×25×3.6＝11.75 KN 纵墙自重（包括抹灰） 0.28×19+3.6×（3.6－0.
29、45）＝60.33 KN 柱自重（包括抹灰） 0.54×0.54×3.3×25＝26.24 KN 总计： 98.32 KN 第一层梁的均布线荷载： AB跨恒载： 32.94 KN/m BC跨恒载： 16.98 KN/m 活载： 7.2 KN/m 第一层 集中荷载： 纵梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25×3.6＝15.66 KN 纵墙自重（包括抹灰） 0.28×19+3.6×（3.6－0.45）＝60.33 KN 柱自重（包括抹灰）
30、0.54×0.54×3.3×25＝26.24 KN 第一层柱自重（包括抹灰）：0.54×0.54×4.85×25＝35.36 KN 总计： 102.23KN 注：双向板支承梁计算 梯形分布荷载作用下，可将实际荷载换算成等效的均布荷载 梯形分布：qeq=(1-2k2+k3)qs 三角形分布：qeq=5/8 qs 图3－10 双向板的传力图 中框架恒载及活载见下图。 图3－11 框架竖向荷载示意 （2） 用弯矩分配法计算框架弯矩 固端弯矩计算 将框架梁视为两端固定梁计算固端弯矩，计
31、算结果见表3－15 表3－15 固端弯矩计算 AB跨 BC跨 简图 固端弯矩 M0＝MJ（KN/m） 简图 固端弯矩 MJ=MK（KN/m） 23.69KN/m ×23.69×6.62＝84.54 21.84KN/m ×21.84×2.42＝10.48 32.94KN/m ×32.94×6.62＝119.57 16.98KN/m ×16.98×2.42＝8.15 5.4KN/m ×5.4×6.62＝19.60 5.4KN/m ×5.4×2.42＝2.59 7.2KN/m ×7.2×6.62＝26.14 7.2KN/m ×7.2×2.42
32、＝3.46 分配系数计算 考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如下图3-10所示。切断的横梁线刚度为原来的一倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。 传递系数： 远端固定，传递系数为 远端滑动铰质，传递系数为－1。 弯矩分配： 恒载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－11，框架的弯矩见图3－13；活载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－12，框架的弯矩见图3－14。 梁端剪力及柱轴力计算 梁端剪力 V=Vq＋Vm 式中：Vq——梁上均布荷载引起的剪力，Vq＝ql； Vm——梁端弯矩引起的剪力，Vm＝ 柱轴力 N=V
33、P 式中：V——梁端剪力； P——点集中力及柱自重。 图3－11 恒载弯矩分配图 （KN/m） 以AB跨二、三层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。由图3-9，查得梁上均布荷载为： 第二层：q＝32.94 KN/m 集中荷载：98.32 KN 柱自重： 26.24KN 第三层：q＝23.29 KN/m 由图3-13，查得： 二层梁端弯矩： ML= 103.64（82.91） KN﹒m Mr = 108.23（86.58） KN﹒m 三层梁端弯矩： ML=60.76（48.61） KN﹒m
34、 Mr =72.41（57.93） KN﹒m 括号内为调幅后得数值 三层梁端剪力 VqD＝VqJ＝ql＝×23.29×6.6＝76.86 KN 调幅前： VmD＝VmJ==-1.77 KN VD＝VqD－VmD＝76.86－1.77＝75.09 KN VJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.77＝78.63 KN 调幅后： VmD＝VmJ=＝－1.41 KN VD＝VqD－VmD＝76.86－1.41＝75.45 KN VJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.41=78.27 KN 图3－1
35、2 活载弯矩分配图 （KN/m） 图3-13恒载作用下框架弯矩图（KN.m） 图3-14活荷载作用下框架弯矩图（KN.m） 同理第二层梁端剪力： 调幅前： VD＝×32.94×6.6＋＝108.01 KN VJ＝×32.94×6.6－＝109.40 KN 调幅后： VD＝×32.94×6.6+＝108.14 KN VJ＝×32.94×6.6－＝109.26KN 第三层A柱柱顶及柱底轴力： N顶＝V＋P＝73.45＋0＝75.45 KN N底＝75.45＋26.24＝10
36、2.69 KN 第二层A柱柱顶及柱底轴力 N顶＝75.45＋108.14＋98.32＝281.91 KN N底＝281.91＋26.24=308.15 KN 其它梁端剪力及柱轴力计算见表16，活载作用下梁端剪力及柱轴力见表 表3-16恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN） 层 数 荷载引起剪力 弯矩引起剪力 总剪力 柱轴力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱 B柱 VqA＝VqB VqA＝VqB VmA＝－VmB VmB＝VmC VmA＝－VmB VA VB VB＝VC N顶 N底 N顶 N底 3 108.7 2
37、0.38 -0.88 （-0.70） 0 107.82 （108.0） 109.58 （109.40） 20.38 488.23 514.47 560.54 586.78 2 108.70 20.38 -0.75 （-0.60） 0 107.95 （108.1） 109.45 （109.3） 20.38 1107.3 1133.54 1244.73 1270.97 1 108.70 20.38 -0.95 （-0.76） 0 107.75（107.9） 109.65 （109.46） 20.38 1317.47 13
38、52.83 1476.8 1512.06 注：括号内为调幅后的剪力值。 表3-17活荷载作用下梁端剪力及柱轴力（KN） 层 数 荷载引起剪力 弯矩引起剪力 总剪力 柱轴力 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 AB跨 BC跨 A柱 B柱 VqA＝VqB VqA＝VqB VmA＝－VmB VmA＝VmC VA VB VA＝VB N顶＝N底 N顶＝ N底 3 23.76 8.64 -1.49 (-1.20) 0 23.5 (23.55) 24.02 （23.97） 8.64 64.62 90 2 23.76
39、 8.64 -1.28 (-1.02) 0 23.69 (23.7) 23.83 （23.82） 8.64 135.42 187.79 1 23.76 8.64 -0.87 (-0.70) 0 22.7 （22.92） 24.82 （24.6） 8.64 158.34 221.25 注：括号内为调幅后的剪力值。 3.2.6 内力组合 (1) 框架梁内力组合 在恒载和活载作用下，跨间Mvmax可近似取跨中的M代表。 Mvmaxql2－ 式中：M左、M右——梁左、右端弯矩，见图13、14括号内的数值。 跨中M若小于 ql2，
40、应取M＝ ql2。 在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数值法计算，如图3-15所示。 图中 MGA、MGB——重力荷载作用下梁端的弯矩； MGA、MEB——水平地震作用下梁端弯矩； RA、RB——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力。 对RB作用点取矩： RA＝－（MGB－MGA＋MEA＋MEB） x处截面弯矩为： M＝RAx－－MGA＋MEA 由＝0，可求得跨间Mmax的位置为x1＝ 将x1代入任一截面x处的弯矩表达式，可是跨间最大弯矩为： Mmax＝MGE＝－MGA＋MEA＝－MGA＋MEA
41、 当右震时，公式中的MEA、MEB反号。 MEA及x1的具体数值见表18，表中RA、x1 、MGE均有两组数值。 梁内力组合见表19。 表中恒载和活载的组合，梁端弯矩取调幅后的数值（图13、14括号中数值），剪力取调幅前后的较大值，如图16所示，图中M左、M右为调幅前弯矩值。M′左、M′右为调幅后弯矩值。剪力值应取V′左、V′右，具体见表3-16、表3-17。 表3-18 MGE及X值计算 1.2（恒＋0.5活） 1.3地震 q KN/m MGA（KN·m） MGB（KN·m） MEA（KN·m） MEB（KN·m） 3 10
42、9.04 115.43 120.77 99.45 2 110.94 115.48 199.49 161.33 1 100.78 110.12 218.73 190.19 3 20.23 20.23 79.07 79.07 2 20.17 20.17 128.25. 128.25. 1 24.11 24.11 151.26 151.26 项 目 层 次 跨 L （m） RA （KN） x1 （m） MGE （KN·m） 3 6.9 110.37/177.10 2.52/4.04 1
43、50.96/128.04 2 89.35/198.69 2.04/4.53 179.79/139.49 1 81.33/205.25 1.85/4.68 192.99/160.70 BC 跨 3 2.1 -57.54/116.82 -2.33/4.73 58.84/58.84 2 -77.24/136.52 -3.13/5.53 108.08/108.08 1 -96.41/155.69 -3.90/6.30 127.15/127.15 注：当x1>l或x1<0时，表示最大弯矩发生在支座处，应取x1=L或x1＝0时，用M=RAx－－MGAME
44、A计算MGE。 表3-19 梁内力组合表 层次 位置 内力 荷载类型 竖向荷载组合 竖向荷载与 地震力组合 恒载① 活载② 地震 荷载③ 1.2① ＋1.4② 1.2（①＋0.5②） ±1.3③ 3 A右 M -81.62 -18.50 ±92.9 -123.84 11.73 -229.81 V 108.00 23.55 25.67 162.57 177.10 B左 M -86.26 -19.86 76.5 -131.32 -214.88 -15.99 V 109.40 23.97 25.67 164
45、84 179.03 B右 M -14.64 -4.44 ±60.82 -23.84 58.83 -99.30 V 20.38 8.64 50.68 36.55 95.52 跨中 MDJ 95.42 20.02 142.53 150.96 128.04 MJK 6.11 2.59 10.96 58.84 58.84 2 A右 M -83.13 -18.64 153.45 -125.85 88.55 -310.43 V 107.95 23.7 42.05 162.72 198.43 B左
46、 M -87.10 -18.26 124.1 -130.08 -276.81 45.85 V 109.45 23.82 42.05 164.69 200.30 B右 M -14.27 -5.07 98.65 -24.22 108.08 -148.41 V 20.38 8.64 82.21 36.55 136.51 跨中 MA 94.25 20.75 142.15 179.79 139.49 MBC 6.11 2.59 10.96 108.08 108.08 1 A右 M -77.35 -13
47、26 168.25 -111.38 117.95 -319.50 V 107.75 22.92 47.66 160.79 205.01 B左 M -82.35 -18.83 146.3 -125.18 -300.31 80.07 V 109.65 24.6 47.66 166.02 208.30 B右 M -17.58 -5.02 116.35 -28.12 127.15 -175.36 V 20.38 8.64 96.96 36.55 155.69 跨中 MAB 99.51 23.16 1
48、51.84 192.99 160.70 MBC 6.11 2.59 10.96 127.15 127.15 ① 表中弯矩单位为KN·m，剪力单位为KN； ② 表中跨中组合弯矩未填处未跨间最大弯矩发生在支座处，其值与支座正弯矩组合值相同。 ② 框架柱内力组合 框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果见表20及表21。 表20及表21中，系数β时考虑计算截面以上各层活荷载不总是同时满足二对楼面均布活荷的一个折减系数，称为活荷载按楼层的折减系数，其取值见表3-22。 表3-22 活荷载按楼层的折减系数β 墙、柱、基础计算、 截
49、面以上的层数 1 2～3 4～5 6～8 9～20 >20 计算截面以上各楼层 活荷载总和的折减系数 1.00（0.9） 0.85 0.70 0.65 0.60 0.55 表3-20 A柱内力组合表 层次 位置 内力 荷载类型 竖向荷载组合 竖向荷载与 地震力组合 恒载① 活载② 地震 荷载③ 1.2① ＋1.4② 1.2（①＋0.5②） ±1.3③ 3 柱顶 M 51.18 11.56 59.9 77.6 -9.52 146.22 V 488.23 64.62 53.23 676
50、34 555.45 693.85 柱底 M -51.06 -11.56 49 -77.46 -4.51 -131.91 N 514.47 64.62 53.23 707.83 586.94 725.34 2 柱顶 M 55.19 11.94 79.20 82.94 -29.57 176.35 N 1107.3 135.42 165.58 1518.35 1194.76 1625.27 柱底 M -63.26 -11.71 79.20 -92.31 20.02 -185.90 N 1133.54 135.
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