-【优秀毕业设计】房屋建筑毕业设计(论文)公寓楼设计（整理版）

'XPANTECHNOLOGICALUNIVERSITY毕业设计（论文）题目：研究生公寓楼设计院（系）建筑工程系专业土木工程班级姓名学号导师 本设计是按照西安工业人学建筑工程学院2011年毕业设计要求编写的毕业设计。题目为“长安大学研究生公寓楼设计”。内容包括建筑设计、结构设计两部份。公寓楼是公共建筑，其规范要求比较严格，能体现处建筑和结构设计的很多重要的方面，选择公寓楼建筑和结构设计，从而掌握办公寓设计的基本原理,妥善解决其功能关系，满足使用要求。框架结构的设计始于欧美，二十世纪厚得到了世界各地大范围的使用，其结构建筑平面布置灵活，使用空间大。延性较好。其具有良好的抗震能力。对办公楼有重要建筑结构非常适用。能满足其较大的使用面积要求。框架结构的研究，对于建筑的荷载情况，分析其受力，采用不同的方法分别计算出各种荷载作用下的弯矩、剪力、轴力，然后进行内力组合，挑选出最不利的内力组合进行截面的承载力计算，保证结构冇足够的强度和稳定性。在对竖向荷载的计算种采用了弯矩分配法，对水平荷载采用了D值法，对钢筋混凝土构件的受力性能，受弯构件的正截面和斜截面计算都有应用。本结构计算选用一棍框架为计算单元，采用手算的简化计算方法，其中计算框架在竖向荷载下的内力时使用的弯距二次分配法，不但使计算结果较为合理，而11计算量较小，是一种不错的手算方法。本设让主要通过工程实例來强化大学期间所学的知识，建立一个完整的设计知识体系，了解设计总过程，通过查阅大量的相关设计资料，提高自己的动手能力。这次设计是在老师的悉心指导下完成的，在此向老师表示衷心的感谢！鉴于水平有限，设计书中还存在不少缺点其至错误，敬请老师批评和指正。 1建筑设计说明1.1工程概况木工程位于西安市雁塔区，学校拟建-研究生公寓楼，建筑面积4465m2,层数为六层,平面形状为矩形,长46.80m,宽15.90m,高19.05m。每层层高3.0m,室内外高差0.45mo1.2设计资料工程地质、水文、气象情况：根据有关勘察部门提供的工程地质勘察报告,拟建场地地形较平坦。抗震8度设防。多遇地震吋反应谱参数为amax二0.15,Tg二0.30S；罕遇地震吋反应谱参数为amax=0.80,Tg二0.65SO地表土为素填土，表层厚度0.60-1.50米。地表下土层为黃土。拟建场地属非自重湿陷性黄土场地。地基湿陷等级为I级(轻微)。地下水稳定水位埋深9.90-10.10m,水质对混凝土无腐蚀性。地基承载力标准值九尸160kPa。最热月平均温度30度，最冷月平均温度・1.7度。全年主导风向东北风，基木风压0.40kN/m2o年降雨量634mm,日最大降雨量92mm,吋最大降雨量56mm。基木雪压0.30kN/m2。1.3平面设计a.总平面设计建筑总平面设计是根据建筑物的使用功能要求，结合城市规划、场地的地形地质条件、朝向、绿化及周围环境等因素，因地制宜地进行总体布局，确定主要出入口的位置，进行总平面功能分区，在功能分区的基础上进一步确定单体建筑的布置、道路交通系统布置、管线及绿化系统的布置。建筑总平面设计-般应满足以下基木条件：(1)使用的合理性合理的功能关系，良好的日照、通风和方便的交通联系是总平面设计要满足的基木要求。(2)技术的安全性总平面设计在满足正常情况下的使用要求外，还应当考虑某些有可能发生的灾害情况，如火灾、地震和空袭等，必须按照有关规定采取相应措施，以防止灾害的发生、蔓延，减少其危害程度。(3)建设的经济性总平面设计要考虑与国民经济发展水平及当地经济发展条件相适应，力求发 挥建设投资的最大经济效益；并尽量多保留一些绿化用地和发展空间，使场地的生态环境和建设发展具有可持续发展性。(1)环境的整体性任何建筑都处于一定的环境中，并与环境保持着某种联系。总平面设计只冇从整体关系出发，使人造环境与自然环境相协调，基地环境与周围环境相协调，才有可能创造便利、舒适、优美的空间环境。综上，本建筑采用“一”字体型，与周围其他建筑物的间距大于9m,满足防火要求。主入口设在南面，按照《建筑设计防火规范》，为了满足防火、紧急时刻人员疏散要求.a.主要房间设计主要房间是研究生住宿、生活的必要房间，但间设计应考虑的基本因索仍然是一致的，即要求冇适宜的尺寸，足够的使用面积，适用的形状，良好的采光和通风条件，方便的内外交通联系，合理的结构布置和便于施工等。整个平面布置见相应的建筑图。b.辅助设计卫生间的设计在满足设备布置的前提下，卫生间应设置在每个宿舍靠近窗户一侧，内设洗手盆和雨头个1个。卫生间的尺寸均为1000mmX2000mm,内开门。阳台另一侧应设置一个水池工宿舍四人使用，水池尺寸均为900mmX600mm1.4剖面设计a.层高的确定层高是剖面设计的重要依据，是工程常用的控制尺寸，同时也要结合具体的物质技术、经济条件及特定的艺术思路來考虑，既满足使用又能达到一定的艺术效果。b.室内外高差的确定为防止室外雨水流入室内，并防止墙身受潮，般民用建筑的室内外应冇一定的高差，且高差不宜过大，过大不利于施工和通行，高差亦不宜过小，过小不利于建筑的防水防潮。本设计中，室内外高差设为0.45m,设置3个踏步，卫生间地表低于楼地面20mm,以防污水溢出，影响房间的使用。1.5立面设计建筑立面可以看成是曲许多构件组成，如墙体、梁柱、门窗、勒脚、檐口等,恰当地确定立面中这些构件的比例、尺寸，运用节奏、韵律、虚实、对比等规律,可达到体型完整，形式和内容的统一。本结构是钢筋混凝土框架，具有明快、开 朗、轻巧的外观形象，不但为建筑创造了大空间的口J能性，同时各种形式的空间结构也大大丰富了建筑的外部形象。本建筑根据场地和周围环境的限制，整栋建筑物采用“一”字型，结构和经济方面都容易满足。1.6构造设计a.屋面做法防水层（刚性）30mm厚C20细石混凝十.防水防水层（柔性）三毡四油铺小石子找平层：20mm厚水泥沙浆找坡层：100〜140mm厚膨胀珍珠岩2%保温找坡结构层：120mm厚现浇钢筋混凝土板抹灰层：15mm厚混合砂浆天棚抹灰b.楼面做法10mm厚水磨石地面面层20mm厚水泥沙浆找平层120mm厚现浇钢筋混凝土板15mm厚混合砂浆天棚抹灰c.墙体做法本结构填充墙体采用粘土空心砖。外墙为240mm厚粘十.空心砖，外墙面贴瓷砖，内墙面为15mm厚混合砂浆抹灰。内墙为240mm厚粘土空心砖，两侧均为15mm厚混合砂浆抹灰。墙底150mm高墙地砖踢脚。d・卫生间做法卫生间隔墙采用120mm厚粘土空心砖，内墙面用白色瓷砖贴面，地面采用马赛克，地面低于楼地面20mm。e.台阶做法花岗岩面层20mm厚水泥砂浆抹面压实抹光索水泥浆一道70厚C10号混凝土（厚度不包括踏步三角部分）台阶面向外坡1%200厚碎石或碎砖石灌M2.5号混合砂浆索土夯实（坡度按工程设计）台阶位于建筑物的出入口处，它联系室内外地坪的高差，由平台和一-段踏步组成，平台宽度至少应比大门洞口宽出500nun,平台进深的最小尺寸应保证在大门开启以后，还右一个人站立的位置，以便于作为人们上下台阶缓冲之用，室外台阶踏步高150mm,设3个踏步，满足室内外高差450mm,平台面应做成向外倾斜1% 的流水坡，以免雨水渗入室内。e.散水做法20厚1：2水泥砂浆抹面、压实抹光60mm厚CIO混凝土索土夯实向外坡度5%每隔6m留伸缩缝一道，墙身与散水设10mm宽沥青砂浆嵌缝。1.7门窗设计在本建筑中门洞、预留洞口尺寸详情见结构图。门窗尺寸详情请见建筑图相关图纸。表1.1门窗表类别编号洞口尺寸数量附注宽(mm)高(mm)窗C-115001500149塑钢玻璃窗C-2300600148塑钢玻璃窗C-31500180010塑钢玻璃窗C-4150090018塑钢玻璃窗门M-19002100148木门M-26002100148木门M-39002100148塑钢玻璃门M-4150021003塑钢玻璃门 2结构设计说明1.1设计说明比本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构，设计使用年限为50年，结构安全等级为二级；建筑抗震设防分类为丙类，抗震设防烈度为7度，建筑场地类别为II类。b.本框架结构采用的混凝土强度等级和钢筋级别如下：基础和上部结构的混凝土强度等级为C30,基础垫层的混凝土强度等级为C10；框架梁、柱的纵向受力钢筋采用HRB335级（二级），板的钢筋及梁、柱箍筋采用HPB235级（一级），其余各构件采用的钢筋级别按本条说明的钢筋符号（括号内）分别示于相应设计图纸内，不另说明。c・根据设计任务书所给的地质条件，建筑用地地形平缓，地下水位标高约15m,无侵蚀性，质地均匀，本工程地基基础设计等级为丙级，并可不作地基变形计算，地基持力层承载力标准值fk=200kPod・混凝土保护层厚度：本工程上部结构为一类环境，上部结构的板的纵向受力钢筋的保护层厚度为15価，次梁的纵向受力钢筋的保护层厚度为25mm,框架梁的纵向受力钢筋的保护层厚度单排钢筋为35mm,双排为60mm,柱的保护层厚度为40mm,施工屮应采取措施保证；混凝土屮的水泥用量、水灰比等均应满足结构混凝土耐久性的要求。c・筋的锚固和连接：除设计图纸中另有表示或说明外，下部钢筋伸入支座的锚固长度为：板钢筋伸入支座的长度为100mm；非框架梁下部钢筋当为HRB335级时，仲入支座内的长度不小于12d（d为纵向钢筋直径）且在边支座处仲至距支座边20mm＞在中间支座处伸至支座中心线处10mm；对1IPB235级钢筋深入支座内长度不小T15d,末端应冇半圆弯钩。架立筋与梁支座负筋的搭接长度应大于1.21a（la为框架柱的净宽），框架顶层梁端节点处的负钢筋仲入边柱的锚固长度应大于1.21a,框架其余层梁端节点处的负钢筋伸入边柱的锚同长度应大于la,梁支座截而的负弯矩钢筋自柱边缘算起的长度应大于l/41n（ln为梁的净跨）。框架柱的连接，一律采用等强度对焊焊接。f・后砌隔墙与框架柱的连接：在砌筑的相应位置，在柱内预埋206插筋，沿高 度300—500mm—道，埋入长度2200mm,伸出柱外长度500mm；后砌隔墙采用120mm厚粘土空心砖、M5混合砌浆。g•在结构施工时，其他各工种如电气、管道等均应配合施工，不得在结构施工后随意开洞。h・本说明屮未尽事宜，应遵照有关国家标准、施工规范和操作规程进行；施工屮出现问题应及时联系，协商解决。本设计中结构部分的相关内容详情请见图集03G101-1,此图集贯穿与结构图的始终。2.2结构选型本结构采用的是钢筋混凝土结构。相比钢结构和砌体结构，具冇取材方便、耐久性好、耐火性好、造价低、维修方便等特点。钢筋混凝土的应用比较成熟,适用于一般的民用建筑，在实际中应用广泛。由于框架结构是高次超静定结构，既能承受竖向荷载，又能承受侧向作用力,且框架刚度较小，不会产生较大的地震效应，有利于抗震。采用适当的延性设计并有施工质量的保证下，抗震效果会更好。在此工程中，框架的填充墙只起围护和隔断作用，不对框架的刚度起太大作用，对框架的自振周期影响不大。将柱与填充墙之间和墙与梁之间留缝，并通过浇注柱、梁时预留的钢筋与柱、梁柔性连接，从而保证不会影响框架受力，乂能保证墙平面外的刚度和稳定性。柱网的布置应考虑以下因素：①多层建筑的开间、进深尺寸及构件类型规格应尽量减少，以利于建筑工业化；②尽量采用风压较小的形状，并注意临近高层房屋风压分布的影响；③有抗震设防要求的多层结构，平面布置应力求简单、规则、均匀、对称平尽量减少偏心扭转的影响。柱网选择与布置直接影响建筑的使用和结构的经济性，不同的功能和功能布置方式采用不同的柱网布置方式。结合本建筑的功能要求，本结构柱网采用内廊式布置。2.3基础方案及确定的理由基础类型的选择应遵照安全、适用、经济既便于施工的原则进行，设计时可根据工程地质条件、上部结构情况、荷载大小、建筑物对沉降的要求、工程造价、丿施工技术设备等因索综合确定。本工程采用独立基础。独立基础节约材料，但施工难度较小，施工质量易得到保证。场地的地基条件非常好，承载力很高，不存在发生较大不均匀沉降的 可能。地层岩性自上而下分别为：①填土层:埋深0〜3.0m,褐黄色〜淡黄色，成份以粘土为主，含有建筑垃圾。②黄土层。黄土为I级非自重湿陷性黄土，埋深8.0〜13.0mo独立基础的基坑可以将粘土全部挖除。独立基础底而尺寸较小，所以基坑的挖土量较少，浇注混凝土不会太多。所以采用独立基础，既能满足结构受力的需要，技术经济方面也较合理。1.4楼梯方案的选择本结构屮的楼梯采用板式楼梯。楼梯间开间为3.3m,进深为6.3mo若采用梁式楼梯，支模困难，施工难度较大。采用梁式楼梯所带来的经济优势主要是钢筋用量较省，采用的楼梯板较薄，混凝土用量也较少，会被人工费抵消 3结构布置及计算1.1柱网布置及层高图3—1柱网布置图本建筑为六层，由于是宿舍楼，层高均确定为3.0m,底层柱高从基础顶面算至一层板顶（即一层楼面标高处）：3.0+0.45+1.0-0.1=4.35m。1.2框架结构承重方案的选择竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或直接传至主梁，再曲主梁传至框架柱，最后传至地基。根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为纵横向框架承重方案。3.3框架结构的计算 图3—2横向框架图3-3纵向框架3.4梁柱截面尺寸初估3.4.1梁截面尺寸估算网采柱用内廊式布置，中间跨布置走廊，宿舍分布在边跨上。楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构，楼板厚度取lOOmmo梁截而高度按梁跨度的1/12~1/8估算，由此估算的梁截面尺寸见表2-1,表中还给出了各层梁、柱和板的混凝土强度等级。其设计强度:C30混凝土轴心抗压强度设计值fc=14.3N/mm2,抗拉强度设计值ft=l.43N/mm2横向框架梁h=(1/12〜1/8)L=(1/12〜1/8)x6300mm=525mm〜787.5mm取h=600mmb= (1/3〜1/2)h=(1/3〜1/2)x600mm=200mm〜300mm取b=300mm故横向框架梁截面尺寸取bXh二300mmX600min屮间框架梁由于跨度小，bXh=300mmX300mm纵向框架梁h二(1/12〜1/8)L=(1/12〜1/8)x6600mm二550〜825mm,取h二600mmb=(1/3〜1/2)h=(1/3〜1/2)x600mm二200〜300mm,取b=300mm故纵向框架梁截而尺寸取bxh=300mmx600mm次梁h=(1/18〜1/12)L二(1/18〜1/12)x6300mm二350mm〜525mm,取h二450mmb=(1/3〜1/2)h=(1/3〜1/2)x450mm=150mm〜225mm,取b=250mm故次梁截面尺寸取bxh=250minx450min表2-1估算梁的截面尺寸（mm）及各层混凝土强度等级层数混凝土强度等级横梁(bXh)纵梁(bXh)次梁(bXh)AB.CD跨BC跨1〜6C30300X600300X300300X600250X4503.4.2柱截面尺寸估算a.框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式估算：N二PFgnnA^N/EuJf.注：N为柱组合的轴压力设计值；F按简支状态计算柱的负载面积；3考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数,边柱取1.3,等跨内柱取1.2,不等跨取1.25；觀•折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取12〜15KN7m2,这里取12KN"/m2；n为验算截面以上的楼层层数；九为柱截面面积； ［山］为框架柱轴压比限值，本方案为抗震8度设防，二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0・8；化为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30,查得14.3N/mm2oa.计算过程：边柱和屮柱的负载面积：边柱:6.6X6.3/2=20.79m2中柱：6.6X(6.3+2.7)/2二29.70rtf对于边柱：N=BFgEn=l.3X20.79X12X6=1945.94(KN)A<2¥/u、fF1945.94X1000/0.8/14.3=170099.65(mm2)对于屮柱：N=PFgen=l.2X29.70X12X6=2566.08(KN)A<2¥/u、fF2566.08X1000/0.8/14.3=224307.69(mm2)如取柱截面为正方形，则边柱和屮柱的截面高度分别为43加n?和481mm2o初步估计柱的尺寸为600nimX600mm=360000mm2>224307.69mnr,为计算简便中柱和边柱的尺寸相同，均为600mmX600mmo根据上述计算结果并综合考虑其他因索，本设计柱截面尺寸取值如下：一层600mmX600mm；二到六层550mmX550mm 梁、柱侧移刚度计算根据规范可知，对于现浇楼板其梁的线刚度应进行修正：边框架梁I=1.5/()中框架梁I=2.0/04.1横梁线刚度ib的计算混凝土C30AB、CD跨E二3.0X10：b二300,h二600,Io=bh/12=3OOX600/12=5.4X1091二6300,E(.lo/1=3.0X10lX5.4X1076300=2.751XIO10故1.5EcIo/l=4.127X1O10,2EcIo/l=5.502X1O10BC跨Ec二3.0X10”，b二300,h二300,Io=bh/12=3OOX300/12=0.675X1091=2700,EcIo/l=3.0X10lX0.675X1072700=0.75XIO10故1.5EcIq/1=1.125X1O10,2EJ()/1=1.5X10“表4—1横梁线刚度人计算表类别Ec(N/mm2)b(mm)h(mm)To(mm4)1(mm)EJo/1(N•m)1.5ECIO/1(N•m)2EcIo/l(N•m)AB、CD跨3.0X1013006005.4X10"63002.751X1O104.127X1O105.502X1O10BC跨3.0X1043003000.675X10927000.75X1O101.125X1O101.5OX1O104.2纵梁线刚度ib的计算混凝土C30Ec=3.0X101,b二300,h二600,Io=bh/12=3OOX600/12=5.4X1091=6600,EcIo/l=3.0XIO4X5.4X109/6600=2.455XIO10故1.5ECV1=3.683X1O10,2EcIo/l=4.91XIO10表4一2纵梁线刚度ib计算类别EcbhIo1EcIo/l1.5EJO/12EcIo/l (N/mm2)(mm)(mm)(mm1)(mm)(kX•m)(kN•in)(kN•m)纵梁3.0X10"3006005.4X10""66002.455X1O103.683X1O104.91X10" 4.3柱线刚度i°的计算混凝土C30一层E二3.0X10",b二600,h二600,Io=bh/12=600X600/12=1.O8X1O101=4350,ECIO/1=3.0XIO4X1.08X10lo/4350=7.448XIO10二到六层Ec二3.0X10",b=550h二550,lo=bh/12=55OX550/12=7.626X1091=3000EcIo/l=3.0X10lX7.626X109/3000=7.626XIO10表4—3柱线刚度ic计算表层次Ec(N/mm2)b(mm)h(mm)hc(mm)Ic(mm1)EJc/hc(kN•m)13.0X10*60060043501.O8X1O107.448X1O102〜63.0X10155055030007.626X1097.626X1O103.4各层横向侧移刚度计算：（D值法）图4-1横向框架计算单元a.中框架边柱（11根）A・2、3、4、5、6、7,D・2、3、5、6、72〜6层 K二(5.502+1.5)/(2X7.626)二0.459 ac=K/(2+K)=0.178Dil=acX12Xic/h2=0.739X12X7.626XlO,o/3OOO25.5027.6261.5底层K=5.502/7.448=0.739ac=(0.5+K)/(2+K)二0.452Dil=acX12Xic/h2二0.739X12X7.448X1010/43502二213495.5027.448b.中框架中柱(11根)B・2、3、4、5、6、7,C・2、3、5、6、72〜6层K=(5.502+1.5)X2/(2X7.626)=0.918ac二K/(2+K)二0.315Dil=acX12Xic/h2=0.739X12X7.626X10l°/30002=320295.5021.55.5027.6261.5底层K=5.502+1.5/7.448=0.940ac=(0.5+K)/(2+K)二0.490Dil=acX12Xic/h2二0.940X12X7.448X1010/435025.5021.5=23144=19014 a.c-lC-82〜6层K二(4.127+1.125)/(2X7.626)=0.689j二K/(2+K)二0.256D订二jX12Xic/h2=0.256X12X7.626X10730002=260304.1271.1254.1277.6261.125底层K=4.127+1.125/7.448=0.705ac=(0.5+K)/(2+K)=0.4454•们代5Dil=acX12Xic/h2=0.445X12X7.448X101°/43502"轴=21019d.D-lD-82〜6层K=4.127X2/7.626X2=0.541aC=K/(2+K)二0.213Dil=acX12Xic/h2=0.213X12X7.626X1Oio/3OOO24.1727.6264.172=21650底层 K二4.127/7.448=0.554a=(0.5+K)/(2+K)二0.413Dil=acX12Xic/h2=0.413X12X7.448X10lo/43502=195074.1727.44Be・楼梯A-lA-82〜6层K=2.751X2/7.626X2=0.361ac=K/(2+K)=0.153Dil=acX12Xic./h2=0.153X12X7.626X10lo/30002=148142.1757.6262.175底层K=2.751/7.448=0.369ac=(0.5+K)/(2+K)二0.367Dil=at.X12Xic/h2=0.367X12X7.448X10lo/43502=173342.7517.6262.751B-lB-82〜6层K二2.751X2/7.626X2=0.361ac=K/(2+K)=0.153 Dil=acX12Xic/h2=0.153X12X7.626X1Oio/3OOO2二148142.7510.7502.7517.6260.750底层2.7510.750K=2.751+0.750/7.448=0.470ac=(0.5+K)/(2+K)二0.393Dil=a(.X12Xic/h2=0.367X12X7.448X1Olo/435O2=185627.626C-40.7502〜6层5502K=(5.502+0.75)X2/7.626X2=0.8207.626ac=K/(2+K)=0.291Dil=acX12Xic/h2=0.291X12X7.626X10l°/30002=29589底层5.5020.750K=(5.502+0.750)X2/7.448=1.679ac=(0.5+K)/(2+K)二0.5927448Dil=acX12Xic/h25.5020.750=0.592X12X7.448X10l°/43502=27962 D-42〜6层K=0.75X2/7.626X2=0.098a<：二K/(2+K)二0.047D订二a少12Xi/?=0.047X12X7.626X10730002=47790.7507.6260.750底层K=0.750/7.448=0.101a0.7,故该框架为规则框架。表4—7横向框架层间侧移刚度(N/mm)层数1234565,6838827587577587577587577587577587576SOO6600660066DD6600660D66006cA《)<)C&<>6图4—2纵向框架计算单元 f.BCB-lB-82〜6层K=3.683X2/7.626X2=0.483j二K/(2+K)二0.195D订二jX12Xic/h2=0.195X12X7.626X10730002=198283.6387.4483.638底层K=3.638/7.448=0.494ac=(0.5+K)/(2+K)二0.399Dil=acX12Xic/h23.638=0.399X12X7.448X10IO/43502=188467.448C-lC-82〜6层KM.910X2/7.626X2=0.644aC=K/(2+K)=0.244Dil=acX12Xic/h2=0.244X12X7.626X1Oio/3OOO2=24810L9107.6264.910底层KM.910/7.448=0.659ac=(0.5+K)/(2+K)=0.436 3.6383.6387.6264.910Dil=acX12Xic/h2二0.436X12X7.448X10l°/435024.910=205937.448B-2B-7C-52〜6层K=(3.683+4.910)X2/7.626X2=1.127ac=K/(2+K)=0.360Dil=acX12Xic/h2=0.360X12X7.626X10l°/30002=36605底层K=4.910+3.683/7.448=1.154ac=(0.5+K)/(2+K)二0.524Dil=acX12Xic/h2=0.524X12X7.448X10l°/43502=247503.6384.9107.448L9107.448C-42~6层K=(2.455+4.910)X2/7.626X2=0.966ac=K/(2+K)=0.326Dil=acX12Xic/h2=0.326X12X7.626X10lo/30002=33148 底层2上554.910K=4.910+2.455/7.448=0.989ac=(0.5+K)/(2+K)二0.4987.626Dil=acX12Xic/h22.4554.910=0.498X12X7.448X10lo/43502=23522中柱(8)根2〜6层4.9104.910K=4.910X4/7.626X2二1.287ac=K/(2+K)=0.3927.626Dil=at.X12Xic/h24.9104.910=0.392X12X7.626X10730002=39859=25883e.ADA-lA-82〜6层底层K=4.910X2/7.448二1.138ac=(0.5+K)/(2+K)二0.548Dil=at.X12Xic/h2=0.548X12X7.448X10lo/435024.9104.9107.448K二2.455X2/7.626X2=0.322 j二K/(2+K)二0.139Dil=acX12Xic/h2=0.139X12X7.626X10730002=141342仏557.6262•厶55底层K=2.455/7.448=0.330ac=(0.5+K)/(2+K)二0.256Dil=acX12Xic/h2=0.256X12X7.448X10lo/43502=168152.4557.448D-lD-82〜6层K=3.683X2/7.626X2=0.483a<;=K/(2+K)=0.195D订二a少12Xi/?=0.195X12X7.626X10730002=198283.6387.6263.638底层3.638K=3.683/7.448=0.494a<：二(0.5+K)/(2+K)二0.3997丄48Dil=acX12Xic/h2=0.399X12X7.448X10lo/43502=18846 2.4552.4552.4557.6262.455A-2A-7D-4D-52〜6层K二(3.683+2.455)X2/7.626X2=0.805a二K/(2+K)二0.287D订二a少12Xi/?=0.287X12X7.626X10730002=29182底层2.4553.638K=3.683+2.455/7.448=0.824ac=(0.5+K)/(2+K)二0.4697.448Dil=acX12Xic/h2=0.469X12X7.448X10lo/43502=221523.6383.6383.638-j屮66236OO屮柱⑻根2〜6层K二3.683X4/7.626X2二0.966at=K/(2+K)=0.326Dil=acX12Xic/h2=0.326X12X7.626X1Oio/3OOO2=33148 底层K二3.683X2/7.448=0.989 ac=(0.5+K)/(2+K)=0.498Dil=acX12Xic/h2=0.498X12X7.448X10,0/43502=235223.6383.6387.443同理，将上述不同情况下同层框架柱的侧移刚度汇总如：表4—8、表4—9。表4一8纵向中框架柱（B、C列）侧移刚度D值（N/mm）层次B-lB-8C-lC-8B-2B-7C-5KacDuK%Di】KacDii2〜60.4380.195198280.6440.244248101.1270.3603660510.4940.399188640.6590.436205931.1510.52424750层次C-4中柱8根EDiKDi.KDj.2〜60.9960.326331481.2880.3923985938371410.9890.498235221.3180.54825883551111表4一9纵向边框架柱（A、D列）侧移刚度D值（N/mm）层次A・l、A-8D・l、D-8A-2A-7D-4D-5屮柱8根EDiKacDi.KCt。D2KacDi3KDi32〜60.3220.139141340.4830.195198280.8050.287291820.9660.3263314844983610.3300356168150.4940.399188460.8240.469221520.9890.48923522348106将上述不同情况下同层框架柱的侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度工Di,见表4—10o表4一10纵向框架层间侧移刚度（N/mm）层数1234565,73182010009471000947100094710009471000947 soysD2=731820/1000947=0.732>0.7，故该框架为规则框架。 5水平荷载和水平作用下框架结构的内力和侧移计算3.1重力荷载代表值的计算重力荷载代表值指结构和构配件自重标准值和可变荷载组合值之和。计算重力荷载代表值吋，永久荷载取全部，楼面、屋面可变荷载取50%,各质点的重力荷载代表值G取木层楼面重力荷载代表值及与其相邻上下层各半层层高范围内（屋面处取顶层的一半）的层间墙（包括门窗）、柱等结构和构配件自重之和。顶层屋面质点重力荷载代表值仅按屋面及其下层间一半计算，突出屋面的局部屋顶间按其全部计算，并集屮在屋顶间屋面质点上。各层重力荷载代表值集屮于楼层标高处。5.1.1恒荷载标准值计算屋面（不上人）防水层（刚性）30mm厚C20细石混凝土防水0.03mX22kN/m3=0.66kN/m2防水层（柔性）三毡四油铺小石了0.40kN/m2找平层：20nini厚水泥沙浆0.02mX20kN/m3=0.40kN/m2150水泥蛭石保温层5X0.15=0.75kN/m2找坡层：100〜140mni厚膨胀珍珠岩2%保温找坡(0.10/2+0.14/2)X7kX/m3=0.84kN/m2结构层：lOOmni厚现浇钢筋混凝土板0.10mX25kN/m3=2.5kN/m2抹灰层:20mm厚混合砂浆天棚抹灰0.02mX17kN/m3=O.34kN/m2合计5.89kN/m2楼面瓷砖地面（包括水泥粗砂打底）0.55kN/m"20mm厚水泥沙浆找平层0.02mX20kN/n?二0.40kN/m2lOOmni厚现浇钢筋混凝土板0.10mX25kN/m3=2.5kN/m220mm厚混合砂浆天棚抹灰0.02mX17kN/m3=O.34kN/m2合计3.79kN/m2雨篷防水层（刚性）30mm厚C20细石混凝土防水0.03mX22kN/m3=0.66kN/m220mm厚水泥沙浆找平层0.02mX20kN/n?二0.40kN/m2lOOmni厚现浇钢筋混凝土板0.10mX25kN/m3=2.5kN/m220mm厚混合砂浆天棚抹灰0.02mX17kN/m3=O.34kN/m2合计3.9kN/m2卫生间隔墙采用120mm厚粘土空心砖，内墙面用口色瓷砖贴面（0.5kX/m2),地面采用马赛克：0.5+0.4+2.5+0.34二3.74kN/n? 梁、柱、墙、门、窗a.横向框架梁边跨梁（AB、CD跨）bXh=300mmX600mm梁自重：抹灰层：20mm厚混合砂浆0.30mX(0.60-0.12)mX25kN/m3=3.60kN/m0.02mX(0.60X2-0.12X2+0.30)mX17kN/n?二0.43kN/m合计中梁(BC跨)bXh=300mmX300mm4.03kN/m梁自重：0.30mX(0.30-0.12)mX25kN/m3=l.35kN/m抹灰层：15mm厚混合砂浆0.02mX(0.30X2-0.12X2+0.30)mX17kN/m3=0.23kN/m合计b.纵向框架梁bXh=300mmX600mm1.58kN/m梁自重：0.30mX(0.60-0.12)mX25kN/m3=3.60kN/m抹灰层：15mm厚混合砂浆0.02mX(0.60X2~0.12X2+0.30)mX17kN/n?二0.43kN/m合计c.次梁bXh=250mmX450mm4.03kN/m梁自重0.45mX0.25mX25kN/m3=2.81kN/md.柱自重（一层）bXh二600mmX600mm柱自重0.60mXO.60mX25kN/m-9.OkN/m抹灰重：20mni厚混合砂浆0.02mX0.6mX4XI7kN/m3=O.81kN/m合计9.81kN/m(二到六层)bXh=550mmX550mm柱自重0.55mXO.55mX25kN/m3=7.56kN/m抹灰重：20mni厚混合砂浆0.02mX0.6mX4XI7kN/m3=O.81kN/m合计e.墙自重&37kN/m墙自重:240mm厚粘土空心砖,两侧均为20mm厚混合砂浆，则内墙单位墙面重力荷载为：o.24mX15kN/m3+0.02mX17kN/m3X2=4.28kN/m2内隔墙自重：120mm厚粘十•空心砖，两侧均为15mm厚混合砂浆，则内隔墙单位墙面重力荷载为：0.12mX15kN/m3+0.02mX17kN/m3X2=2.48kN/m2女儿墙自重（含均厚80mmC20细石混凝土压顶）:[（46.2-7X0.55）X2+C15.3-3X0.55）X2]X0.5X0.24X25kN/m3=336kNf・门、窗木门单位面积重力荷载为：0.20kN/m2塑钢玻璃门、窗单位面积重力荷载为：0.40kN/m2 5.1.2活荷载标准值计算根据《荷载规范》查得：不上人屋面：0.50kN/n?楼面活载：宿舍：2.0kN/m2厕所：2.0kN/m2走廊、门厅、楼梯：2.5kN/m2雪荷载：本题目基本雪压：So二0.30kN/m2,（当坡屋面坡度a^25°时，屋面积雪分布系数=1.0）,屋面水平投影面积上的雪荷载标准值为：SK=//rSo=1.0x0.30=0.30kN/m2o屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值，但在计算屋面层的重力荷载代表值时，则不能取这两者当中的最人值來计算，而只能取雪荷载來计算5.1.3重力荷载代表值各层楼层重量(各层重力荷载代表值计算如下)六层上半层(注：上半层墙高0.6m,下半层墙高1.5m)女儿墙(含均厚80mmC20细石混凝土压顶)：[(6.6-0.55)X14+(6.3-0.55)X4+(2・7-0.55)X2]X0.5X4.28+(46.2+15.3)X2X0.08X0.3X22=307.62kN屋而：46.32X15.42X5.89-4206.958kN纵横梁：{0.3X(0.55-0.12)X[(6.3-0.55)X28+(6.6-0・55)X16]+0.3X(0.3-0.12)X(2.7-0.55)X6}X25+{(0.6-0.12)X2X[(6.3-0.55)X28+(6.6-0.55)X16]+(0.3-0.12)X2X(2.7-0.55)X6}X0.02X17=940.227kN次梁:0.25X(0.45-0.12)X6.3X12X25+[0.25+(0.45-0.12)X2]X6.3X12X0.02X17=179.316kN柱子:(0.55X0.55X25+4X0.55X0.02X17)X(1.5-0.12)X32+0.24X0.55X0.5X25X16+(0.303+0.55)X0.24X0.5X25X4=403.65kN夕卜墙：[(46.8-0.55X7)X0.9X2-1.5X0.9X25-0.6X0.3X25+(15.9-0.55X3)X0.9X2-1.5X0.9X2]}X4.28=484.967kN内墙:{[(6.3-0.55)X12+(6.3+0.12)X14+(3.3-0.275-0.12)X23+(3.3+0.12)X2-(3.3-0.6-0.275)X3]X1.5X1.28}+{(3.3-0.24)X23+(3.30+0.06-0.12)X2+2X25X1.5-0.6X0.9X25]}X2.48=1839.909kN门：(0.9X0.6X25+0.6X0.6X25)X0.2=4.5kN窗:(1.5X0.9X25+0.3X0.6X25+1.5X1.2X2)X0.4=44.55kN工二307・62+4206.958+940.227+179.316+403.65+484.967+1886.614+2.7+44・55=8404.497kNG6二G恒+0.5G活=8404.497+0.5X0.2X(46.8X15.9)=8478.909kN因为结构对称布置，每层房间布置相同，所以上半层与下半层可合为一层计算。二到五层重力荷载代表值的计算楼面(包括走廊、室内楼地面、卫生间楼地面，楼梯间折算为1.2倍楼面荷载)：{(46.2+0.12)X(2.7-0.55)+[6.42X(3.3-0.24)-0.55X0.55/2]X25+(1-0.12-0.6)X2X25+[(6.3+0.12)X(3.3-0.6)-0.55X0.55/2]X3X1.2}X3.79二2512kN纵横梁:{0.3X0.6X[(6.3-0.55)X28+(6.6-0.55)X16]+0.3X0.3X(2.7-0.55)X6}X25+{(0. 55-0.12)X2X[(6.3-0.55)X28+(6.6-0.55)X161+(0.3-0.12)X2X(2.7-0.55)X6}X0.02X17=1235.71kN次梁：0.25X(0.45-0.12)X6.3X12X25+[0.25+(0.45-0.12)X2]X6.3X12X0.02X17=179.312kN柱子:[0.55X0.55X25+4X0.55X0.02X17]X3.0X32二797.856kN外墙:{[(46.2-0.55X7)+(15.3-0.55X3)]X2X(3.0-0.6)-1.5X1.5X25-1.5X1.8X2-0.3X0.6X25-1.5X0.9X3}X4.28=850.008kN内墙:{[(6.3-0.55)X12+6.42X14+(46.2-0.55X7)X2]X(3.0-0.6)-0.9X2.1X25-(3.3-0.06-0.275)X3}X4.28+{[(3.3-0.24)X23+(3.30+0.06-0.12)X2+2X25-0.6X2.1X25-1.5X2.1X25]X(3.0-0.6)X2.48}=2334.731kN门:(0.9X2.1X25+0.6X2.1X25)X0.2=15.75kN窗:(1.5X1.5X25+0.3X0.6X25+1.5X1.8X2+1.5X0.9X3)X0.4=28.08kNE=2512+1235.71+179.312+797.856+850.008+2334.731+15.75+28.08=7953.447kNG5=G4=G3=G2=G恒+0.5G活二7953.447+0.5X(487.35X2+100.62X2.5+58.48X2.5X1.2)=8754.292kN二层下半层柱子:[0.55X0.55X25+4X0.55X0.02X17]X1.5X32二398.928kN外墙:{[(46.2-0.55X7)+(15.3—0.55X3)]X2X1.5-1.5X0.6X25-1.5X0.6X2-1.5X0.9X3}X4.28=597.702kN内墙:{[(6.3-0.55)X12+6.42X14+(46.2-0.55X7)X2]X1.5-0.9XI.5X25-(3.3-0.06-0.275)X3}X4.28+{[(3.3-0.24)X23+(3.30+0.06-0.12)X2+2X25-0.6X1.5X25-1.5X2.1X25]XI.5X2.48}=1476.532kN门：(0.9X1.5X25+0.6X1.5X25)X0.2=11.25kN窗:(1.5X0.6X25+1.5X0.6X2+1.5X0.9X3)X0.4二11.34kNE=398.928+597.702+1476.532+11.25+11.34=2485.752kN一层上半层楼面(包括走廊、室内楼地面、卫生间楼地面，楼梯间折算为1.2倍楼面荷载)：{(46.2+0.12)X(2.7-0.6)+[6.42X(3.3-0.24)-0.6X0.6/2]X25+(1-0.12-0.06)X2X25+[(6.3+0.12)X(3.3-0.6)-0.6X0.6/2]X3X1.2}X3.79=2492.448kN纵横梁:{0.3X0.6X[(6.3-0.6)X28+(6.6-0.6)X16]+0.3X0.3X(2.7-0.6)X6}X25+{(0.6-0.12)X2X[(6.3-0.6)X28+(6.6-0.6)X161+(0.3-0.12)X2X(2.7-0.6)X6}X0.02X17=1263.52kN次梁：0.25X(0.45-0.12)X6.3X12X25+[0.25+(0.45-0.12)X2]X6.3X12X0.02X17=179.316kN柱子:[0.6X0.6X25+4X0.6X0.02X17]XI.5X32=471.168kN外墙：{[(46.2-0.6X7)+(15.3-0.6X3)]X2X(1.5-0.6)-1.5X0.9X23-1.5X0.6X2-1.5X0.9X3-1.5X0.6X2}X4.28=261.936kN内墙:{[(6.3-0.6)X12+6.42XI3+(46.2-0.6X7)X2]X(1.5-0.6)-0.9X0.6X23-1.5X0.6X1-(3.3-0.06-0.275)X3}X4.28+{[(3.3-0.24)X21+(3.30+0.06-0.12)X2+2X25-0.6 X0.6X25-1.5X0.6X25]X(1.5-0.6)X2.48}=1020.516kNH：0.9X0.6X23X0.2+1.5X0.6X4X0.4=3.924kN外墙窗:(1.5X0.9X23+1.5X0.9X3+0.3X0.6X23)X0.4=15.696kN内墙窗:1.5X0.9X1X0.4=0.54kN雨蓬:(6.6+0.6)XI.8X3.9+0.5X(6.6+0.6)XI.8X0.7+0.1X0.12X[(1.8—0.12)X2+7.2]X25+(2.7+0.6)X1.2X3.9+0.5X(2.7+0.6)XI.2X0.7+0.1X0.12X[(1.2—0.12)X2+3.3]X25=76.716kNE二2492.448+1263.52+179.316+471.168+261.936+1020.516+3.924+15.696+0.54+76.716=5881.684kNG1二G恒+0.5G活二2485.752+5881.684+0.5X(593.82X2+133.92X2.5+100.98X2+96.93X2.5X1.2X0.7+6.96X1.68+3.36X1.08X0.7)=933&964kN工G二9338.964+8754.292X5+8478.909=61589.333kN表5—1重力荷载代表值(kN)层数123456重力荷载代表值9338.9648754.2928754.2928754.2928754.2928478.909 OOOmooOm■G6二8478.909WGe=8754.292•Ga二8754.292.G3二3754.292彳|q2=8754.292AGl=9338.964srn图5-1重力荷载代表值(KN)5.2地震作用下的内力和侧移计算a.横向自振周期计算(采用结构顶点的假想位移法)基木自振周期A(s)可按下式计算：T=1J注汕t假想把集屮在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。,结构基木自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.7。山按以下公式计算：Vci-52Gk(△u)j-Vci/SDijUt二E(Au)k注：工。门为第i层的层间侧移刚度。(Au)i为第i层的层间侧移。(Au)k为第k层的层间侧移。s为同层内框架柱的总数。 表5-2结构顶点的假想侧移计算层次Gi(KN)Vgi(KN)EDi(N/mm)Aui(mm)Ui(mm)68478.9098478.90975875711.17247.5558754.29217233.30275875721.71236.3848754.29225987.59475875734.25214.6738754.29234774.88675875745.83180.4228754.29243499.17875875757.33134.5919338.9645283&14268388277.2677.267]=1.7鸭了=1.7x0.7xJo.2476=0.6sa.水平地震作用及楼层地震剪力的计算本结构高度不超过40m,质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，HP：结构等效总重力荷载代表值也结构等效总重力荷载代表值也Geq=0.85EGi=0.85X61589.333=52350.93(KN)查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.3so查表得设防烈度为8度的amax=0.15Tnq水平地震影响系数ai=(-^)09amax=(—)°X0.08=0.043结构总的水平地震作用徐准值FEk*FEk=a】Gcq=0.043X52350.93=2251.1(KN)因T,=0.6s>1.4Tg=1.4X0.3=0.42s,所以应考虑顶部附加水平地震作用。因Tg=0.3s,故顶部附加地震作用系数5n=0.15Ti+0.07=0.16,顶部附加地震作用△Fn=SnFEk=0.16X2251」=360.18KN各质点横向水平地震作用按下式计算:Fi=GiHiFEk(l-8n)/(ZGkHk)地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为：Vi=》Fk(i=l,2,...n)计算过程如下表：表5-3各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次Hi(m)Gi(KN)GiHi(KN-m)GiHi/gHjFi(KN)Vi(KN)619.358478.909164066.890.265500.67500.67516.358754.292143132.670.231436.79937.46413.358754.292116869.800.189356.641294.10310.358754.29290606.920.146276.501570.6027.358754.29264344.050.104196.351766.9514.359338.96440624.500.066123.971890.92 Z619644.83 500.67KN436.79KN356.64KN276.50KN196.35KN123.97KN各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图:500.67KN937.46KN1294.10KN1570.60KN1766.95KN1B90.92KN图5-2各质点水平地震作用及楼层地震剪力c.多遇水平地震作用下的位移验算水平地震作用下框架结构的层间位移厶山和顶点位移ui分别按下列公式计算：△Ti/RUi=^Auk各层的层间弹性位移角Oe=AUi/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值［如＜1/550。计算过程如下表：表5-4横向水平地震作用下的位移验算层次Vi(KN)ZDi(N/mm)Auj(mm)uj(mm)hi(mm)0c=Auj/hi6500.677587570.6610.7830001/45455937.467587571.2410.1230001/241941294」07587571.718.8830001/175431570.607587572.077.1730001/144221766.957587572.335」030001/128211890.926838822.772.7743501/1559由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/1023V1/550,满足规范要求。d.水平地震作用下框架内力计算计算③轴线横向框架的内力见表5-5和表5-6： 表5-5各层柱端弯矩及剪力计算层次hj(m)Vi(KN)(N/mm)边柱Du(N/mm)Vu(KN)ky(m)M±(KNm)M下(KNm)63.0500.677587571901412.550.4600.252&249.4153.0937.467587571901423.490.4600.3545.8124.6643.01294.107587571901431.300.4600.4551.6542.2633.01570.607587571901439.360.4600.4564.9453.1423.01766.957587571901444.280.4600.6053.1479.7014.351890.926838822134959.030.7390.67583.45173.33表5-6各层柱端弯矩及剪力计算层次hi(m)Vi(KN)ZDij(N/mm)中柱Di2(N/mm)Vi2(KN)ky(m)M±(KN-m)14下(KN-m)63.0500.677587573202921.130.9180.3541.2022.1953.0937.467587573202939.570.9180.4565.2953.4243.01294.107587573202954.630.9180.4590.1473.7533.01570.607587573202966.300.9180.45109.4089.5023.01766.957587573202974.590.9180.55100.70123.0714.351890.926838822314463.990.9400.625104.38173.97注：表中M单位为kN・m,V单位为kN’梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以卜•公式计算：中柱处的梁M】bdb(M"+i.j+M气j)/(i+i「b)Mrb=irb(M"+i,j+M11人j)/(宀+i「b)边柱处的梁Mbj=Mbi+1,j4-Mui,j;Vb=(Mlb+Mrb)/1;Ni=XWV1)k貝体计算过程见下表5-7：表5-7梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算层次边横梁走道横梁柱轴力MlMrb1vbM*bMrb1vb边柱N中柱N628.2432.386.330.318.838.832.76.54■30.3123.77 555.226&746.361.9818.7418.742.713.88-92.2971.87478.09112.816.395.4530.7530.752.722.78-187.74144.543107.2143.916.3125.5639.2439.242.729.07■313.30241.032106.28149.456.3127.8740.7540.752.730.19-441.17338.711162.55178.726.3170.6348.734&732.736.10-611.80473.24水平地震作用下框架的弯矩图、梁端剪力图及柱轴力图见图5-3所示注:⑴柱轴力中的负号表示拉力。（2）表中M单位为kNmV单位为kN,N单位为kN,1单位为m°（a）髒奇魏〈kNm⑹梁翩力矽敝（kN〉图5-3地震荷载作用下框架的弯矩剪力及轴力图5.3风荷载作用下的内力和侧移计算a.风荷载标准值的计算作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值：风荷载标准值公式如下：wk=pz|ispzw0>《荷载规范》规定，对于高度大于30m且高宽比大于1.5的房屋结构，应采用风振系数卩z来考虑风压脉动的影响。木设计中,H=19.05m<30m,B=15.9m,沿横向的高宽比H/B二1.2V1.5,可不考虑风压脉动影响，即取卩尸1・0。风荷载体型系数山，查《荷载规范》表7.3.1的30项次得：山二0.8（迎风面）和山二-0.5（背风面）。风压高度变化系数血，查《荷载规范》表7.2.1,地面粗糙度类别为C类, 并结合以内差法。取3轴线横向框架，其负载宽度为B=6.6m,作用在屋面梁和楼面梁节点处的风荷载标准值：wk=pz|is|izw0(hi+hj)B/2转化为集中荷载：6层:w6k=1.00X1.30X0.81X0.4X(3.0+1.2)/2X6.6=5.84KN5层:w5k=1.00X1.30X0.75X0.4X(3.0+3.0)/2X6.6=7.72KN4层:w4k=1.00X1.30X0.74X0.4X(3.0+3.0)/2X6.6=7.62KN3层:w3k=1.00X1.30X0.74X0.4X(3.0+3.0)/2X6.6=7.62KN2层:w2k=1.00X1.30X0.74X0.4X(3.0+3.0)/2X6.6=7.62KN1层:wlk=1.00X1.30X0.74X0.4X(3.45+3.0)/2X6.6=8.19KN计算结果如下表5-8所示表5-8集中风荷载标准值离地高度Z/m卩Zwo(KN/m2)hj/inhj/mWk/KN18.451.001.300.810.403.001.205.8415.451.001.300.750.403.003.007.7212.451.001.300.740.403.003.007.629.451.001.300.740.403.003.007.626.451.001.300.740.403.003.007.623.451.001.300.740.403.453.008.19b.风荷载作用下的水平位移验算由表4一4求出3轴线框架柱层间侧移刚度》D值表5-9风荷载作用下框架层间剪力及侧移计算层次Wi(KN)Vi(KN)工Di(N/mm)Auj(mm)uj(mm)Aui/hj65.845.841020860.061.541/5000057.7213.561020860.131.481/2307747.6221.181020860.211.351/1428637.622&801020860.281.141/1071427.6236.421020860.360.861/833318.1944.61889860.500.501/6900由此可见，最大层间弹性位移角发生在第一层，1/6900<1/550,满足规范要求。c・风荷载作用下框架结构内力计算风荷载作用下框架结构内力计算过程与水平地震作用下的相同，同样计算③轴线横向框架在风荷载作用下的弯矩、梁端剪力及柱轴力见图5—4所示。表5-10各层柱端弯矩及剪力计算层hi(m)Vi(KN)边柱 次(N/mm)0.1(N/mm)Vii(KN)ky(m)M上(KN-m)M下(KN-m)63.05.84102086190141.090.4600.252.450.8253.013.56102086190142.530.4600.354.932.6643.021.18102086190143.950.4600.407.114.7433.028.80102086190145.360.4600.458.847.2423.036.42102086190146.780.4600.559.1511.1914.3544.61889862134910.700.7390.67515.1331.42表5-11各层柱端弯矩及剪力计算层次hi(m)Vi(KN)ZDij(N/mm)屮柱Di2(N/mm)Vi2(KN)ky(m)M上(KN-m)Mb-(KN-m)63.05.84102086320291.830.9180.353.571.9253.013.56102086320294.250.9180.407.655」043.021.18102086320296.650.9180.4510.978.9833.02&80102086320299.040.9180.4514.9212.2023.036.421020863202911.430.9180.5515.4318.8614.3544.61889862314411.600.9400.62518.9231.54注：表中M单位为kN-m,V单位为kNo端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：屮柱处的梁Mldb+/(I^+Hb)Mrb=Irb(Mbj+i,j+MUi,j)/(fb+Tb)边柱处的梁Mbj=Mbi+i,j+Mui.jVb=(Ml+M「b)/INi=》(V「V「b)k具体计算过程见下表5-12：表5-12梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算 层次边横梁走道横梁柱轴力MMrb1vbM*bMrb1vb边柱N中柱N62.452.816.30.840.760.762.70.56-0.840.2855.757.526.32.112.052.052.71.52-2.950.8749.7712.636.33.563.443.442.72.55-6.511.88313.5818.786.35.145.125」22.73.79■11.653.23216.3921.716.36.055.925.922.74.39-17.704.89126.3229.696.38.898.098.092.75.99-26.597.79注:(1)柱轴力中的负号表示拉力。(2)表屮M单位为kNm,V单位为kN,N单位为kN,1单位为m。IM图5-4横向框架梁在水平风荷载作用下的弯矩、梁端剪力和柱轴力图 成功=止确的方向+坚持不懈的努力+不懂就问的习惯，用行动左证明门己的能力 6竖向荷载作用下框架结构的内力计算6.1横向框架内力计算6.1.1计算单元取③轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为6.6m,如图6—1所示。由于房间内布置有次梁，故直接传给该框架的楼面荷载如图屮的水平阴影线所示，计算单元范围内的其余楼面荷载则通过次梁和纵向框架梁以集屮力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，所以在框架节点上还作用有集中力矩。6.1.2荷载计算&恒载计算3300图6—1横向框架计算单元在图6-2中，qi、q/为均布荷载形式的横梁自重。对于6层qi=0.6X0.3X25X1.05=4.725kN/mqi^=0.3X0.3X25X1.05=2.363kN/m M图6-2各层梁上作用的荷载q2、q2‘分别为房间和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。由图6—1中的几何关系可得q2=5.89X3.3+2.48X(3.3+1.0)=30.101kN/mq2f=5.89X2.7=15.903kN/mPl、P2为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载，计算如下：Pi=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65]X5.89+4.725X6.6+2.953X6.3/2+4.28X0.6X6.6=143.17kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X2+(3.0+6.3)/2X1.65+(33+2.7)/2X1.35X2]X5.89+4.725X6.6+2.953X6.3/2=165.46kN集中力矩Mi=Piei=143.17X(0.55-0.3)/2=17.90kN•mM2=P2e2=l65.46X(0.55-0.3)/2=20.68kN•m对2〜5层，qi包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载。其他荷载计算方法同顶层。qi=4.725+4.28X2.4=14.997kN/mqif=0.3X0.3X25X1.05=2.363kN/mq2=3.79X3.3=12.5lkN/mq2f=3.79X2.7=10.23kN/mPi=[(3.3X1.65X1/2)X2+(3.0+6.3)/2X1.65]X3.79+4.725X6.6+2.953X6.3/2+4.28X(6.05X6.3/2・1.5X1.5X2-0.3X0.6X2)+0.4X1.5X1.5X2+0.4X0.3X0.6X2=152.91kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.654-(3.3+2.7)X1.35]X3.79+4.725X6.6+2.953X6.3/2+4.28X6.3/2X(6.6-0.55)=202.47kNMi=Piei=152.91X(0.55-0.3)/2=19.11kN•mM2=P2e2=202.47X(0.55-0.3)/2=25.31kN•m对1层 qi=4.725+4.28X2.4=14.997kN/mqif=0.3X0.3X25X1.05=2.363kN/mq2=3.79X3.3=12.5lkN/mq2f=3.79X2.7=10.23kN/mPi=[(3.3X1.65X1/2)X2+(3.0+6.3)/2X1.65]X3.79+4.725X6.6+2.953X6.3/2+4.28X(6.0X6.3/2・1.5X1.5X2-0.3X0.6X2)+0.4X1.5X1.5X2+0.4X0.3X0.6X2=152.24kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65+(3.3+2.7)X1.35]X3.79+4.725X6.6+2.953X6.3/2+4.28X6.3/2X(6.6-0.6)=198.59kNMi=P,ei=152.24X(0.6-0.3)/2=22.84kN•mM2=P2e2=198.59X(0.6-0.3)/2=29.79kN•ma.活荷载计算活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图6-3所示。对于6层q2=3.3X0.5=1.65kN/mq2f=2.7X0.5=1.35kN/mPi=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65]X2=6.56kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65+(3.3+2.7)X1.35]X2=10.6lkN图6-3各层梁上作用的活载Mi=Pie】=6.56X(0.55-0.3)/2=0.82kN•mM2=p2e2=io.61X(0.55-0.3)/2=1.33kN•m在屋面雪荷载作用下q2=3.3X0.3=0.99kN/mq2f=2.7X0.3=0.81kN/mPi=[(3.3X1.65X1/2)X2+(3.0+6.3)/2X1.65]X0.3=3.94kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X2+(3.0+6.3)/2X1.65+(33+2.7)X1.35]X0.3=6.37kNMi=Piei=3.94X(0.55-0.3)/2=0.493kN•mM2=P2e2=6.37X(0.55-0.3)/2=0.796kN•m对2〜5层q2=3.3X2=6.6kN/mq2f=2.7X2=5.4kN/mPi=[(3.3X1.65X1⑵X2+(3.0+6.3)/2X1.65]X2=26.24kN P2=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65+(3.3+2.7)X1.35]X2=42.44kNMi=Piei=26.24X(0.55-0.3)/2=3.28kN•mM2=P2e2=42.44X(0.55-0.3)/2=5.31kN•m对1层q2=3.3X2=6.6kN/mq2f=2.7X2=5.4kN/mPi=[(3.3X1.65X1⑵X2+(3.0+6.3)/2X1.65]X2=26.24kNP2=[(3.3X1.65X1/2)X24-(3.0+6.3)/2X1.65+(3.3+2.7)X1.35]X2=42.44kNMi=P,ei=26.24X(0.6-0.3)/2=3.94kN•mM2=P2e2=42.44X(0.6-0.3)/2=6.37kN•m将以上计算结果汇总，见下表.表6—1横向框架恒载汇总表层次qi/(Kn/m)q//(Kn/m)Q2/(Kn/m)/(Kn/m)Pi/KnP2/KnMi/Kn-mm2/Kn*m64.7252.36330.10115.903143.17165.4617.9020.682〜514.9972.36312.5110.23153.91202.4719.1125.31114.9972.36312.5110.23152.24198.5922.8429.79表6—2横向框架活载汇总表层次Q2/(Kn/m)^2/(Kn/m)Pl/KnP2/KJ1Mi/©,mM2/Kn・m61.651.356.5610.610.821.33(0.99)(0.81)(3.94)(6.37)(0.493)(0.796)2〜56.65.426.2442.443.285.3116.65.426.2442.443.946.37注：表屮拾号内数值对应与屋面雪荷载作用情况。6.1.3内力计算梁端、柱断弯矩采用弯矩二次分配发计算。由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架。弯矩计算过程如图6-4o梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得。柱轴力可由梁端剪力和节点集中里叠加得到。计算柱底轴力还需考虑柱的口重。如表6-3和表6—4所列。 上拄下拄右粱左粱上拄下拄右梁上拄下拄右粱左梁上拄下拄右梁51-82di)•也b・；5』b・256b卫朋力亦・16429.36O.g严・19k15ob・41528.»TTS540.02^ZuJ-56.as28.»10.23w.叮mg■5.8T・5・&g26.M■审.0828.別1-1.27■10.3232.4915』EZHJ-S6.1S28.5110,2SW・2T-10.32-3.TOS2.49-S1?0986.13-8.37-23.165.12-22•“a.S812.1237.K-SS.7EE86.5S1-3.3T-23.165・12・11・58Q•能12.1237.56-SS.78-7.18^5J8"2-25-11.S1.22CI.06■55•即・96T)・Qid工02Q■5.32-23,16-1.12-11.K12.120.5E■22,62"5.86*115ij.115lJJJ3jL—玺■23.16・1・12-11.仍12.12Q.53-22.62-5.866.85TgT-S.259.Mj.735).2651h.256)・他|工os4-tk82F.ES•1.S3tL.SS-2.79戸一2.981.08-0.91-2.SO-0.11343P.Q60.別771-2.86-1.030.6S1.820.613.555.19-5.91-2.751152ID.150).-115150.030L—H19JS-2.05环一6.852.^5-3.<10-9.42-9.42-0.451.23-8.051,7S7S19.85-12.W771a.780・23-9.85-2-27)715b・O2歯_rf：28.M1-1.27■10,3223.541^27-HiOS32.73119.111-36.4S28.M10.2ST・19・m327.T32.49*81.09)・佃|工15?卜口・Q32&別也23IS.53^1.19・10・鮎・3・6032・09・33・99D.Q2T27.151-17277W36.«i.i別］-36.•!S26.&1g.M-S.88-1,35-1-6Q22.29-32.12b,lS：ib,415|：i-di^L02036.13ES32■B.3广23.165.127.584・託12.12ST.56・33•花b.isob.qis36.43|25.31■8.3T-23,165・12-11.532.58T・W吟T&-2T.66b・lgib.aig86.43-7,75-21.504・90・11・581,133-伙「门■羽.ga6.85■2.19&Sb.124-3,0-9421.231-2S3^019.46・10・T3b.150hdi511.15/77T7-5.32-23.16-1.12-11.S812.12Q.53-22.62"5.86-5.32~-23.16-1.12-10.75T・W0・3Q-».7T-6.10110-33.99-1.08S.06Q.16-17.93-6.2-1-3.97/77T76.853.43-2.19S.09EhVEIKKd6.856.852.453Y32.id3.Si-1.TO-2.1-1-0.778.118.02-13.53b.42TD.QlOh15416.61匕91I-19J36.493.293.43-0.70-1.3J-0.63-0.259.別5.81・17.57L2.91/77778,09"13-99L^lb.l52lii2gj-iQ.Tr19.13157311-S."10-9.121.2ST・T11-23S.dQ19.16-10.73b・i5Cfcl・41519.^3EZSJ-SJO-9^21.237T11.2T3.51¥弋5?。・6空匸151忙心931I-2.O5P-9P2YU5■^Tri3.^00,16■10.T3・2.皺)415^033^_d-2.05-9.42-0.45-<.713.400.16-1Q.73-23?).415h.02Cfc4-2.05^~・g,2・CM5-4.983・510・16・10•号-2別)・Q09b・02右-9-S.59-9.95-9.71・0・50l・207710.531.17l.g0.0719.09-13.19-8.27・2.Q8Lp・14(a)tu载作用下(b)活载作用下图6-3横向框架弯矩的二次分配法(M单位：kNm)表6-3怛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abaBC跨A柱B柱VA-vBvBVcVA-VbVBVcVAVbvBVcN顶N«N顶N底685.0532.49-0.6084.4585.6532.49227.62257.05283.630&71576.4039.66-0.55075.8576.9539.66457.38482.49602.68627.79476.4039.66-0.55075.8576.9539.66687.14712.25921.76946.87376.4039.66-0.55075.8576.9539.66916.9942.011240.841240.80276.4039.66-0.57075.8376.9739.661146.641171.751559.941585.05176.4039.660.41075.9976.8139.66137.871404.31875.001904.43 成功=正确的方向+坚持不懈的努力+不懂就问的习惯，川行动去证明口C的能力51二2Ss、/£.94**L卸65.84§49"40.02^^33.78I122.62gs4932.49一―闊78l自22.6：Su5J.0932.78^33.78^6.77.2932.78%91L勾*6・7丁2/36.98-一29.SM11.158.97j//7L.9:63222S・0)J2・0」S0“?.|90W0&20.1乡S8.21隸8.09f73g：().7卸£&f8.09—io.73/10.7密•LJCM8・14、10.62X-©习9.3413.192.914.14|?2(a)恒载作用下(b)活载(屋面雪荷载)作用下图6-3竖向作用下框架弯矩图(单位：kN-m)表6-4活载作用卜•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Va-VbVB-VcVA--VbVb-VcVAVBVb-VcN:flrNNgN底613.852.13-0.1303.723.982.1310.2814.59(2.42)(2.42)(1.21)(3.63)(1.21)(1.28)(7.57)(7.49)515.398.51-0.14(-0.02)015.25(15.37)15.53(15.41)&5151.77(49.38)72.56(65.34)415.398.51-0.08015.3115.478.5193.32(49.38)130.47(123.25)315.398.51-0.08015.3〕15.478.51134.87(49.38)188.22(181.16)215.398.51-0.07015.3215.478.51176.43(49.38)245.98(239.06)115.398.51-0.07015.3215.508.51217.95(49.38)303.70(297.00)注：表中括号内数值为屋而作用雪荷载(0.2kN/n?)、其它层楼而作用活荷载(2.0kN/m2)^应的内力。V已向上为正。 6.2横向框架内力组合6.2.1框架梁内力组合本例考虑了四种内力组合，即1.25fa.+1.45c,,1.25c,+1.4x0.9x（SQli+SWk）,1.35S^+1.0Sq/1.2S^+1.3S»此外，对本工程，1.2S^+1.4S賊这种内力组合与考虑地震作用的组合相比较小，对结构设计不起控制作用，故不考虑。各层梁的内力组合结果见表6-5到表6—9,表屮S*两列屮的梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.8）o下面以第一层AB跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合法。对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算。求跨间最大弯矩时，可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值由平衡条件确定。（图6・4）由图可得：Va=-Ma+Mb+-q1H-^^q2,若VA--（2qi+q2）«/<0,说明x0.1,此种情况不起控制作用，故取b/f=2100mim梁AB(300mmx600mm);混凝土C30;梁内纵向钢筋选HRB335级钢(fy=fy=300N/mm2),U=0.55o下部胯间截面安单筋T形截面计算。因为a£b/fh"f(ho-hzf/2)=1.0x14.3x2100x100x(565-100/2)=1546.55kNm>187.34kNm屈第一类T形截面as=M/ai^b/fh20=187.34xl06/1.0xl4.3x2100x5652=0.020l・2as=0.020As=la血blho/£=0.020x1.0x14.3x2100x565/300=1131mm2实配钢筋3①22(As=1140mm2),P=1140/300x565=0.67%>0.25%,满足要求。 将下部跨间截面的3^22钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋(A,=1140mm2)，在计算相应的受拉筋As,即支座A上部as=220.06x106-300x1140x(565-35)/1.0xl4.3x300x5652=0.033g=0.033<2azs/h0=70/565=0.124说明A；富裕，且达不到屈服。可近似取As=M/&(ho-azs)=220.06x106/300x(565-35)=1438.3mm2实取3①25(As=1473mm2)o支座BI上部As=M/fy(ho-azs)=204.28x106/300x(565-35)=1335.2mm2实取3①25,P=1473/300x565=0.87%>0・3%,Azs/As=1140/1335.2=0.85>0.3,满足要求。从表6—5中分别选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。弯矩Mbc=54.67kN-m翼缘计算宽度当按跨度考虑是，bzf=l/3=2.7/3=0.9m=900mm;按梁间距考虑时，b；=b+Sn=300+3025=3325mm;按翼缘厚度考虑时，ho=h-as=300・35=265mm,hZf/ho=100/265=0.377>0丄此种情况不起控制作用,故取b/f=900mmo梁BC(300mmx300mm);混凝土C30;梁内纵向钢筋选HRB335级钢(fy=伤=300N/mm2),齢=0.55。下部胯间截面安单筋T形截面计算。因为abzflif(h0-hzf/2)=1.Ox14.3x900x100x(265-100/2)=267.7lkN-m>54.67kN-m属第一类T形截面as=M/ai仏Hfh2o=54.67xl()6/1.Ox14.3x900x2652=0.0511-2as=0.052As=gai^b/fh0/fy=0.052xl.0xl4.3x900x265/300=591.16mm2实配钢筋2①20(As=628mn?),p=628/300x265=0.79%>0.25%,满足要求。弯矩Ma=70.52-99.63x(0.60-0.55/2)=38.14kN-mYreMa=0.75x38.14=28.61kN-mx=265-^265-2x28.61xl06/1.0x14.3x300二26.49As=28.61x106/300x(265-26.49/2)=372.85mm2实配钢筋2①16(As=402mm2),P=402/300x265=0.51%>0.25%,满足要求。7.1.2梁的斜截面受剪承载力计算AB跨VyRE=183.48kN<0.2Bcf^bh0=0.2纵><1.0x14.3x300x565=484.77kN故截面尺寸满足要求。两端加密区篩筋取2肢①8@100,篩筋用HPB235级钢筋(fyv=21ON/am?)，则0.42f；bh0+1.25fyVAsvhoxf^v/s=0.42x1.43x300x565+1.25x210x565x201/100=399.91kN>183.48kN加密区长度取0.85,非加密区箍筋取2肢08@150,箍筋设置满足要求。 BC跨：若梁端箍筋加密区取4肢610@100,则其承载力为0.42fjbho+l.25fyVAsvhof^v/s=0.42x1.43x300x265+1.25x210x265x314/100=266.17kN>219.56kN曲于非加密区长度较小，故全垮均可按加密区配置。7.2框架柱721轴压比验算底层柱Nmax=2288.34kN轴压比N2288.34xlO3心从「“门lin===0445<1-05NfcAc14.3x6002L」则A轴柱的轴压比满足要求。7.2.2截面尺寸复核取几=600—35=565加加，Vniax=184.3U/V因为h/b=565/600=0.94<4.0•V所以0.25=0.25x1.0x14.3x600x565=1211.93kN>184.3kN,满足要求。7.2.3正截面受弯承载力计算柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采取对称配筋。A轴柱：Nb=a,fcbh0^=14.3x600x565x0.55=2666.24kN1层A轴柱：从柱的内力组合表可知，N>N『为小偏压，选用M大N大的组M=20439kNm合’最不利组合为"在弯矩中由水平地震作用产生的弯矩设计值>75%Mmax,柱的计算长度厶取下列二式中的较小值:M20mmet=max<=ISSmma600/30=20〃加=勺+ea=89.318+20=109.31Smm 叱十251N2288.34xl03也=7.24<15・•・门=1.0h0.60〜船T+xa1400x109.318/565e=ne.+—一«=1.219x109.31+—-35=39S.25mmz224350~5652xl.Oxl.O1.219NpbSfcbh。=0.233<^=0.55,取歹=0.55；a—_Ne・a£bh花(l・0.5g)As-As77?—fy(h()g2288.34x103x398.25-14.3x600x5652x0.55x(1-0.5x0.55)n=<0300x(565-35)按构造配筋，总最小配筋率pniin=0.6%,4聞=£=0.8%x6002/2=1440,血每侧实配4①22(人=4=00呦2),满足构造要求.724斜截面受剪承载力计算A轴柱:M=204.39^-m1层：最不利内里组合7V=2288.34^V=184.3W因为剪跨比入=Hn/2ho=3.75/2xO.565=3.32>3,所以入=3.因为0.3f；A=0.3xl4.3x6002=1544.4kN<4.65=2.75工Mh二242.12/0.75+41.78/0.75二378.53KN.m剪力设计值Vj=l.2X378.53X107(415-35)X(1-415-35/2750-450)=997.86KN因为bb<0.5bc,bj取bj二5+0.5hc,bj=bc两者中的较小者。b-250+0.5X600=550mm,hj=600mm,Hj=l.0,YRE=0.851/Yre(0.3njtbjhj)=1/0.85(0.3X1.0X14.3X550X600)=1665.53KN>Vj=997.86KN(满足要求)。节点核芯区的受剪承载力按式VjW(1.1njftbjhj+0.05njNbj/bc+fyAvj(hbo-as"/s)/YRE其屮N二层柱底轴力为N二2385.80/0.8=2982.25KN和0.5fcA=0.5X14.3X600X600=2574KN二者屮的较小者，故取N=2574KX设节点区配筋为4①8@100,则[(1.10jftbjhj+O.05njNbj/b(:+fyvAsvj(hbo-as"/s)]/YRE二1/0.85X(1.1X1.0X1.43X550X600+0.05X1.0X2574X103X550/600+210X4X78.5X430/100)=2624.50KN>Vj=2574KN(满足要求) 表7・1框架梁纵向钢筋计算表层次截面M/kNmA；/mm2As/mm2实配钢筋As/mm2Azs/AsP/%支A・97.620.0115096143@18(763)0.750.34座Bi-86.47<05095443^18(763)0.750.346AB奮间76.210.094522^18(509)0.29支座Br-23.24<07637252@18(763)0.750.45BC跨间25.190.222262i>14(308)0.37支A-180.690.0115096083^18(763)0.750.34座Bi-170.00<05095313918(763)0.750.345AB跨间14&120.094342^18(509)0.29支座E-21.81<07637192^18(763)0.750.45BC跨间25.660.222972^14(308)0.37支A-199.250.020114013553-125(1473)0.851.07座Bl-189.31<0114017973尘25(1473)0.851.074AB跨间137.350.02912353-22(1140)0.87支座Br・20.44<06286202"20(628)0.981.33BC跨间29.380.1594342①16(402)1.33支A-202.030.020114014533^25(1473)0.871.07座Bi-199.25<0114018983©25(1473)0.671.073AB跨间147.380.02912343^22(1140)0.87支座Br・20.64<06286112①20(628)0.981.33BC跨间36.650.159412216(402)1.21支A-218.060.020114014623①25(1473)0.851.07丿巫Bi-200.24<0114019123①25(1473)0.851.072AB跨间167.310.02911323©22(1140)0.87支座Br-23.62<06286022丈20(628)0.981.33BC跨间44.680.1594092①16(402)1.21支A-220.06<0114014383:125(1473)0.850.87座Bl-204.28<0114013353:1-25(1473)0.850.871AB跨间187.340.02011313-22(1140)0.67支座Br-28.61<06285912^20(628)0.98L13BC跨间54.670.0523722①16(402)1.01 表7・2框架梁箍筋数量计算表层次截面Vyre0.2Bc£bho/kNAsv/s=(Vyre.0.42fjbho/1.25fLAcvho梁端加密区非加密区实配钢筋（Asv/s）实配钢筋（Psv/%）6A、B]30.31969.54-0.57<0双肢①8@100双肢①8@150Br80.60227.37-2.998@100双肢C8@1005A、B）43.34969.540.64双肢①8@100双肢①8@150Br135.34227.371.35双肢①8@100双肢①8@1004A^B]60.29969.540.53双肢①8@100双肢①8@150Br161.53227.371.36双肢①8@100双肢①8@1003A、B）72.15969.540.77双肢《】〉8@100双肢《】〉8@150Br180.47227.371.98双肢①8@100双肢①8@1002A、Bi81.42969.540.53双肢①8@100双肢①8@150Br193.44227.372.81双肢①8@100双肢①8@1001A、B（77.48969.540.57双肢①8@100双肢①8@150Br183.48227.372.99双肢《】〉8@100双肢<1>8@100注：表中V为换算至支座边缘处的梁端剪力。表7・3柱的配筋计算表柱层数YreV0.25fcPcbh0/kNN/kN0.3"/kNVAsv/S/mm入/%实配篩筋（Pv%）加密区@100非加密区@200AD669.611013359.491297.7369.61<00.4094①8@1004①8@200588.151013724」11297.7388.15<00.4094①8@1004①8@2004150.2910131005.411297.73150.29<00.4094①8@1004①8@200316&1010131618.251297.7316&10<00.4094①8@1004①8@2002175.8110131843.851297.73175.81<00.4774①10@1004①8@2501184.3112122772.951544.40184.31<00.6134①8@1004①8@200BC672.101013355.771297.7372.10<00.4094①8@1004①8@2005120.141013710.801297.73120.14<00.4094①8@1004①8@2004175J410131054.991297.73175.14<00.4094①8@1004①8@2003229.8910131364.381297.73229.89<00.4774①8@1004①8@2002211.8210131673.481297.73211.82<00.4474①8@1004①8@2001173.6812121930.581544.40173.68<00.6134①10@1004①8@250 8楼面板设计8.1双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图:走廊活荷载么=2.5kN/m20.55kN/m20.02mX20kN/m3=0.40kN/m20.10mX25kN/m3=2.5kN/m20・020mX17kN/mM).34kN/n)23.79kN/m28.2荷载计算a.活荷载宿舍活荷载qk=2.0kN/m2b.恒荷载标准值（1-5层）：瓷砖地面（包括水泥粗砂打底）20mm厚水泥沙浆找平层100mm厚现浇钢筋混凝土板20mm厚混合砂浆天棚抹灰合计c・设计值: 室内：qi=1.4X2.0=2.8KN/m2,走廊：q2二1.4X2.5二3.5KN/mg=1.2X3.79=4.55KN/m2室内：g+也二4.55+2.8=7.35kN/m2走廊:g+%二4.55+3.5二&05kN/m2g+守=4.55+2.8/2=5.95kN加g+/4.55+3.5/2=6.30k讪l=2-8/2=L4奢.5/2=1.75航方案确定（弹性理论）AB.CD跨，k=^22=i.05<2,按照双向板考虑；/016300BC跨，k=6600=2.4>2,按照单向板考虑；/012700AB、CD跨双向板计算计算跨度：lo=le，lc为轴线之间距离。A区格板=3.3m,Z02=6.3m。弯矩计算，满布荷载吋，g+鱼二5.95kN/m2,布于板上吋如=到2=0.52,支撑方式四边2/026300固定，查表得：叫=0.0393,叫=0.0044,/z?=0.0834,m"=0.0570AyAja）间隔布置时：±?=1.4KN•加彳，a板k=2222=o.52,支撑方式三边简2ly6300支，一边固定。查表得：mx=0.0580,mx=0.0067,=0」237。b）弯矩计算:（泊松比/=0.2）012+(mv+^J|/01=(0.0393+0.2X0.0044)X5.95X3.3X3.3+(0.0044+0.2X0.0393)X1.4X3.3X3.3=2.769kN/m2012+(wv+^J|/0I(0.0044+0.2X0.0393)X5.95X3.3X3.3+(0.0393+0.2X0.0044) mA=mxrtn2=mB板：mx=(mK+yinm2=(?nv+pnx012+(叫+Pny)~^l02X1.4X3.3X3.3=1.407kN/m2"=-0.0834(^+qx人：二-0.0834X7.35X3.3X3.3二-6.675kN/m22"=—0.0570(g+^)/012二一0.0570X7.35X3.3X3.3二一4.562kN/m2ryloi2+(my+肌J*-/=(0.0580+0.2X0.0067)X5.95X3.3X3.3+(0.0067+0.2X0.0580)X1.4X3.3X3.3=4.124kN/m2=(0.0067+0.2X0.0580)X5.95X3.3X3.3+(0.0580+0.2X0.0067)X1.4X3.3X3.3=2.091kN/m2加；=加；=_0・1237@+如丸］2二_01237X7.35X3.3X3.3二-9.901kN/m2加2"=%"=-°・1237(g+giX/=-0・1237X7.35X3.3X3.3二一9・901kN/m2截面设计：截面有效高度：跨中截面，短跨方向取hox=100-20=80mm,长跨方向取hoy=100-30=70mm,支座截面取hQ=80mm考虑到连续板的内拱作用，对A区格板的跨内弯矩及C-D支座弯矩减少20%,其余均不予折减。计算配筋量时，取内力臂系数人二0.95,m则。A、B板设计配筋见下表：人=0.95代/项目截面Hmmm(kN-m/m)As(mm)配筋实冇4mmxmm跨屮A区格‘01802.769122*6@190149，02701.40762(1)6@190149B区格，01804.124X0.8=3.299145(1)6@190149^02702.091X0.8=1.673734)60190149支座A-B80-6.675X0.8=-5.342348@140359B-B—180-9.901X0.8二—7.921347©8@140359A-B—280-4.562X0.8=-3.6501594>8@140359B-B"()280-9.901X0.8二一7.9213474>8@140359 B、C轴间单向板计算g+%=4.55+3.5=8.05kN/m2跨中Mx=—(g+q2)l^=—x8.05x2.702=4.89kNm11支座M>-—(g+q?)l；=-—x8.05x2.702=2.45kNmx2424跨中配筋计算取/?=1000mm/?,=100-20=80mmI#Mcqfcbh；=0.0534.89x1061.0xl4.3xl000x802xl-Jl-2乞=0.055%_a£bho$$fy"LOx14.3x1000x80x0.055“八小2二=299.62mm210选配钢筋（D8@150（实配335mm2）支座配筋计算取b=1000mm/気二100-20二80mmM2.45xlO6a=7=_1.0xl4.3xl000x802=1_J1_2q,=0.027*_5仙£_$©「J.0x14.3x1000x80x0.027=14709养210配筋08@200(实配251mm2) 9楼梯设计9.1设计资料楼梯间的梁板混凝土均为C30,fc=14.3N/mm2,=1A3N/mm2台梁与斜梁屮用钢筋HRB335,fy=300N/mm2，板与踏步受力筋及所右箍筋HPB235,仁=2102/肋,粗估斜板厚100mm,平台梁200mmx300mm,梯间活荷载2.5KN/m2.9.2踏步板设计久取一个踏步为计算单元I=^b2+h2=a/3002+1502=335(/72/n)coscz=/?//=300/335=0.896平均高度h=—+—-—=120mm.2COS(7b.荷载统计恒荷载1.2x0」2x0.30x25=1.0%N/m1.2x0.12x1/0.896x25=4.02^/ah1.2x(0.3+0.15)x0.65=0.35kN/m1.2x0.02x0.335xl7=0.14RW/加q=5.74AJV/in.g=Ax2.5=3.5kNhng+q=5.74+3.5=9.24kN/m.宽200mm,则踏步板计算跨度为踏步标准值混凝土斜板踏步而层重踏步板抹灰重合计活载设计值荷载设计值总和C.内力计算斜梁截而尺寸：高300、lQ=ln+b=3.0+0.15=3.15m踏步板跨屮弯矩：M=—(g+q)l2=—x9.24x3=9MKN•m1010d.截面承载力计算踏步板计算截面尺寸bxh=300mmx120mm h0=h-as=120-20=100mmM9.17xl06a==®bhofc_1.0x1000x1002x14.3-*g=1-J1-2乞=0.066As^bhoa^/fy=1.0x0.066x1000x100x1.0x14.3/210=449A2mm2查配筋表，可知①10@160（实配491mm2）垂直于受力方向的分布筋不小于：受力筋的15%491x15%=73.65mm2/m该方向板截面的0.15%120x1000x0.15%=180mm2Im间距小于等于250mm,直径不小于6mm.分布筋选取08（^250（实配201mm2）9.3平台板计算a.荷载计算取板厚100mm,底面抹灰20mm.取1.0m宽板带为计算单元。20mm厚水泥砂浆面层0.02x20=0.4kN/m平台板自重板底抹灰合计恒载设计值活载设计值设计值合计b.内力计算计算跨度为:跨中弯矩0.10x25=2.5kN/m0.02x17=0.34^/772q―324kN/m.1.2X3.24=3.888kN/m2.5x1.4=3.5kN/m3.888+3.5=7.388kN/m1°19M=-（g+q）l02=-x7.388xl.52oo=2.07kNmc.承载力计算保护层厚度：20mm；有效高度:/7o=100-20=80/mW；2.07xlO61.0x1000x802x14.3=0.023xl-Jl-2乞=0.023As=£b；hoa,fc/fv=0.023x1000x80x1.0x14.3/210=125.29iyiiti2 Qmin=max0・45竺,0・2%=maxJ0.45x—I2100.2%>=0.306%，pminbh=0.306%xl000xlOO=306mm2>As=125.29mm2取As=pm[nbh=306mm2平台板按构造配筋选用双支篩①8^150(实配335mm2)・9.4平台梁计算a.确定梁的尺寸梁宽取b=200mm；高/?>150+250/0.896=429/7?m取高h=300mm；梁跨度取l°=3.3m。b.荷载计算梯段梁传来p=-x9.24x3.3=15.25kN/m2平台板传来平台梁自重抹灰自重均布荷载合计恒载设计值活载设计值设计值合计C.内力计算弯矩设计值7.388x1.8/2=6.653/加1.2x0.25x0.3x25二2.25kN!m1.2x0.02x0.3x17x2=0.245RN/mq=24395kNIm1.2X24.395=29.274kN/m2.5x1.4=3.5kN/m24.274+3.5=32.774kN/mZo=l.O5x(3.3-0.12)=3.339加l0+a=3.3m1717M=-(g+a)l02=-x33.774x3.32=45.98^/V-m88剪力设计值V=l/2pxln=2x33.774x3.3=55.73^d.配筋计算平台梁按倒L形简支梁计算bf=b+5h"f=200+5x100=700/??m梁有效高度h0=h-as=300-35=265mm经判断截面属于第一类T形截面Maib>ofce=l-71-2as=0.067；Asf町网匚/匚=0.067x200x265xl.0xl4.3/210=241.81mm2选配钢筋2014(实配&=308mm2) p=As/bh()=308/200x265=0.58%>0.2%满足O.7bhof(=0.7x200x300x1.43=60.06kN>V=49.070kN所以，可按构造配筋，选双支箍筋0.24ft/fy=0.24/1.43x210=0.16%满足要求 10基础设计10.1工程概况设计基础混凝土采用Cw(fc=14.3N/mm2?ft=1.43N/mm2)o根据构造耍求，在基础下设置C10厚100mm的混凝土垫层，室内外高差0.45m,基础顶而标高-0.95m,假定基础埋深1.0m,采用HRB335钢筋。该工程框架层数不多，地基土较为均匀，所以外柱选用柱下独立基础，内柱选用联合基础。边柱采用柱下独立扩展基础，屮柱采用联合基础。10.2独立基础设计(②轴线A、D柱)§§:tQOOO/1-1.050II3x600=18006003x600=1800匚4200a.选型初步确定基础埋深d二2.1m,满足人于某地区最人冻土深度，同时基础底面处于粘土层。土的平均重度rm=2QKN/m3；%=0.3,=1.6O/,=200KN/m2考虑对基础宽度和埋深的修正，贝叽f=fk—3)+Z/G(d—0.5)=200+0.3X20X(4.2-3)+1.6X20X(2.1-0.5)二25&4比基础梁：300mmX500mm基础梁自重(梁顶与基础顶面齐平)：1.2X0.3X0.5X[(6.6-2X0.75)+(6.66-0.80-0.75)X1/2]X25=22.84KN 由基础梁承担的内外墙自重:1.2X{4.11X(6.6-0.80-0.75)X(4.35-0.6)X1/2+4.36X[(6.6-2X0.75)X(4.35-0.6) -2X2.4X2.1]+0.4X2X2.4X2.1}=9&87KN取内力组合值(②轴线A柱)：M二一204.39kN・m,N二228&34kN,V二一142.75kN故N=2288.34+28.84+98.87=2416.05kN所以:2416.05258.4-20x2.1但考虑到偏心荷载作用应力分布不均匀，故将计算出的基底面积增大20%〜40%,取1.2A=1.2/T=1.2xl1.17=13.41m2选用正方形,即宽X长：4.2mX4.2m,A=17.64m2b.基础承载力验算内墙和基础梁产生的偏心弯距：Mo=1.2X4.11X0.6X(4.35-0.6)X0.625+1.2X{[0.3X0.5X(6.6-0.80-0.75)Xl/2]X25+4.11X(6.6-0.80-0.75)X(4.35-0.6)X1/2]}XI.075二69.40kN・m计算基底净反力偏心距：—.0=—=(204.39+69.40)/2288.34=0.12m<—=0.70m6‘6x0.12、<4.2；151.96<1.2x25&4=310.08107.49>0".max2288.3417.64=Fk+Gk_A基础边缘处最大最小净反力：Fk_2288.34+20x17.64x2」_1Z64=171.72.37®。v/=258.4®。故承载力满足要求c.基础抗剪切验算(1)柱边基础截面抗冲切验算：l=4.2m,b=4.2m,ac=b(=0.6mh0=1500-40=1460mmbe+2/?0=0.6+2x1.46=3.52//?Fl=199.43KN(柱边对基础抗冲切强度满足要求)(1)第一变阶处抗冲切验算a{=1.8/77,b{=1.8/77,h01=1000-40=960mmb{+2/?01=1.8+2x0.96=3.72mFl=144.42KN(阶底对基础抗冲切强度满足耍求)(1)第二变阶处抗冲切验算a2=3.0m,b2=3.0m,/z02=500-40=460mm,b2+2/?02=3.0+2x0.46=3.92/wFt=86.37KN（阶底对基础抗冲切强度满足要求）d.配筋计算:基础长边=短边,I—I截面取配筋相同。（柱边）：柱边净反力P、=P•_p.)nJnunw,maxn.mm/ =107.49++(151.96-107.49)2x4.2=132.90恥悬臂部分净反力平均值：丄(化叭+代.1)=丄(151.96+132.90)=142.43K”弯矩：=—(Jnax+P,lA-)2(2b+bc)1<151.96+132.90^——x24(2丿(4.2-0.6)2x(2x4.2+0.6)=692.21KN•m0.9川。692.21xlQ6-0.9x300x1460=1755.97nw『II—II截面（第一变阶处）P“,n=107.49+4"2+1"(151.96—107.49)=139.25®。2x4.2Mn124P4-Pmaxn,II20-讥（2屮）1(151.96+139.2524x(4.2-1町x(2x4.2+1.8)=356.44KN•m你严亦则山“375.15加5,0.9/VAO10.9x300x960Ill-Ill截而（第二变阶处）jnaxn.mn107.49+°2+3°(151.96-107.49)=145.50%2x4.21(+Pft（/-讥⑶+仇）1"51.96+145.5024x(4.2-3.0)2x(2x4.2+3.0)=101.73KN•m比川=WaT=O^xSOOx^O=819°伽"2 故长、短配筋按T755.97加加2,实配：23根^10@180（A=1805.5mm2）独立基础配筋见结构图。10.3独立基础（联合基础）设计（②轴线B、C柱基础）a选型B、C柱600mmX600mm,轴线距离2700mm,因此可采用联合基础。基础梁：300mmX500m基础梁自重(梁顶与基础顶面齐平):1.2X0.3X0.5X：(6.6-2X1.0)X2+(6.6-2X1.0)]X25=62.1KN由基础梁承担的内墙自重:1.2X4.11X{[(6.6-2X1.0)+(6.6-2X1.0)X2]X(4.35-0.6)-4X1.5X2.1-4X1.0X3.3}+1.2X(0.4X1.5X2.1X4+0.2X1.0X3.3X4)=132.67KN取内力组合值(中柱)M二16.25KM•m,N二2874.68kN,V二11.19kN故总N=2874.68X2+62.1+132.67=5944.13kN考虑对基础宽度和埋深的修正则:/=A+r)br(b-3)+r]drm(d-0.5)=200+0.3X20X(4.8-3)+1.6X20X(2.1-0.5)二262.00"所以*亠二5944.13-27.02/f-yGd262.00-20x2.1但考虑到偏心荷载作用应力分布不均匀，故将计算出的基底而积增大20%〜40%,取1.1A=1.1^*=1.1x27.02=29.72m2选用长方形,即宽X长：4.8mX6.9m,A=33.12m2b.地基承载力验算 因结构和荷载对称，且B、C柱弯矩和剪力相对轴力很小，故联合基础口J按中心荷载作用下的基础设计。基础边缘处最大最小净反力:bl5944.1333J2=179.47^Gk=/GdA=20x2.1x33.12=1391.04^FK4-GKFK+Ad5944.13+1391.04ar“小八八r,(/PK=」匚=」一3—==221.47KpaFt=42.79KN(阶底对基础抗冲切强度满足要求)%二舊d)2(2W)179.4724x(6.9-4.8)2x(2x48+20)=382.54KNmA$.n竺皿=1475.85,“莎O.9/v/?ol0.9x300x960III—III截面(第二变阶处)a2=6.0m,b2=3.4m,hG2=500-40=460mmb2+2/?o2=3.4+2x0.46=4.32/n=179.47x=23.56KN抗冲切力：0.70妙=0.7X1.0X1430X1.77=1771.11KN>Ff=23.56KN(阶底对基础抗冲切强度满足要求)Mill=寸0-。2)2(25+方2)X(6.9-6.0)2x(2x4.8+3.4)=78.74KN•m心叫6x2“052.47亦54110.9/九0.9x360x460所以长边方向按照凡,I=2567.66加亦配筋，实际配（23根①12@300即23①12,人=2601.3加722） 短边方向：同理，IV—IV截面（柱边）为短边的配筋控制截面。179.4724M严秋-bj⑵+代）x(4.8—0.6)2x(2x6.9+3.6)=2295.24KN・m食“一0.9F九"=證辭矿5实际配（19根①20@240即18①20,Av=5966.00/n/??2）联合基础的配筋详见结构图。 本次毕业设计是一幢公寓楼，主要进行的是结构设计部分。结构设计主要是在建筑初步设计的基础上确定建筑的结构为钢筋混凝土框架结构，然后进行结构布置，并初步估算、确定结构构件的尺寸，进行结构计算，就是根据方案阶段确定的结构形式和体系，依据规范上规定的具体的计算方法来进行详细的结构计算。包括荷载计算、变形验算、内力组合、水平地震力作用下框架侧移计算，内力分析及截而设计，以及节点验算，以及楼梯、板和基础的设计与计算。这次毕业设计，培养了我们综合运用所学的基本理论和专业知识，捉高了分析和研究解决结构设计等空间问题的能力，培养了我们建立理论联系实际，踏实，勤奋，认真,严格的科学作风，为毕业后尽快适应各项工作打下良好的基础。 参考文献1234567891011121314赵顺波主编.《混凝土结构设计原理》同济大学出版社，2008年8月第一版。沈蒲生主编.口国良主编祝英杰编著张树平主编《混凝土结构设计》高等教育出版社，2003.3第一版。《荷载与结构设计方法》高等教育出版社，2003.10第一版。《建筑结构抗震设计》北京大学出版社，2009.10月第一版。《建筑防火设计》北京中国建筑工业出版社2007.6第一版。同济大学西安建筑科技大学东南大学重庆建筑大学编著《房屋建筑学》中国建筑工业出版社，2007.6第三版。中元国际工程设计研究院编著《建筑设计》机械工业出版社，2004.6第一版。包世华编著《结构力学教程I》武汉武汉理工大学出版社，2000.7第一版。陈文斌、章金良主编《建筑工程制图》上海：同济大学出版社，2006o陈翔、周雪峰主编《土木工程CAD》西安西安工业大学出版社。2007.段兵廷主编《土木工程专业英语》武汉武汉工业大学出版社，2003o陈希哲主编《土力学》北京清华大学出版社，2004.4第四版《建筑结构荷载规范》02—1—10发布，02—3—1实施中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2006《混凝土结构设计规范》02—2—20发布，02—-1实施，中华人民共和国建部主编，北京：中国建筑工业出版社，200215［美］LeonardSpiegel,ReinforcedConcreteDesign,清华大学出版社16［美］RobertDorsey,CaseStudiesinBuildingDesignandConstruction,清华大学出 版社 致谢此次设计是在老师的细心指导和本班同学的大力帮助下完成的。在此我向老师和同学们表示诚挚的谢意。儿年以来各位老师对我的教诲和培养我都将铭记在心。我在学业上获得的点滴进步无不凝聚着他们的汗水和心血。老师们的丰富经验和教学时的精益求精的态度给我留下了深刻的印彖。老师渊I専的学识，严谨求实的教学态度，和本学科的敏锐观察力给学生留下了深刻的卬彖并获益非浅。在此我向刘玉华老师三个多月来给予我学业上的指导表示诚挚的感谢！衷心感谢西安工业大学建筑工程学院的老师们!为我提供了良好的学习环境和在校期间给予的关心和帮助！对老师老师们的感激之情，难于用语言来表达。我们的师生之情我将永记在心。同时我也要感谢与我一个小组的同学和我宿舍的舍友对我在设计时各方面的帮助和支持。最后，我要用最真挚的感情对培养和教诲我的所有建工学院老师说声：谢谢您们！您们辛苦了！再次衷心感谢华西安工业大学为我提供的良好的学习环境和在校期间给予的关心和帮助！于西安工业大学建筑工程学 毕业设计（论文）知识产权声明本人完全了解西安工业大学有关保护知识产权的规定，W：本科学生在校攻读学士学位期间毕业设计（论文）工作的知识产权属于西安工业大学。本人保证毕业离校后，使用毕业设计（论文）工作成果或用毕业设计（论文）工作成果发表论文时署名单位仍然为西安工业大学。学校冇权保留送交的毕业设计（论文）的原文或复印件，允许毕业设计（论文）被查阅和借阅；学校可以公布毕业设计（论文）的全部或部分内容，可以采用影印、缩印或其他复制手段保存毕业设计（论文）。（保密的毕业设计（论文）在解密后应遵守此规定）毕业设计（论文）作者签名:指导教师签名：F1期：2011.06.17 毕业设计（论文）独创性声明秉承学校严谨的学风与优良的科学道德，本人声明所呈交的毕业设计（论文）是我个人在导师指导下进行的研究工作及取得的研究成果。尽我所知，除了文中特别加以标注和致谢的地方外，毕业设计（论文）中不包含其他人已经发表或撰写过的成果，不包含他人已申请学位或其他用途使用过的成果。与我一同工作的同志对本研究所做的任何贡献均已在论文中作了明确的说明并表示了致谢。毕业设计（论文）与资料若有不实之处，本人承担一切相关责任。毕业设计（论文）作者签名:指导教师签名：F1期：2011.06.17 O.95/io/1VAoH2若Va--(2q1+q?)cr/>0,说明x>cd,则x=——2~qi+q2Mn^=MAWAx-y(q1+q2)x12-|q2aZ(x-|aZ)若匕no,则Mmax=MA同理可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的匕、x^Mmax的计算公式.（图'