多层学生公寓毕业设计计算书

'合肥工业大学继续教育学院毕业设计题目:多层学生公寓设计计算书学号：姓名：学历层次：本科专业：土木工程班级：指导老师：完成日期：2 目录第一章工程资料1第二章结构布置1第一节结构总体布置1第二节结构选定2第三节梁柱板的截面确定2第三章荷载计算4第一节荷载标准值计算4第二节框架KJ-4荷载计算5第四章内力分析16第一节恒荷载作用下框架的内力计算16第二节活荷载作用下框架的内力23第三节水平地震荷载作用下框架内力计算4第五章荷载组合和内力组合7第一节横梁内力组合7第三节柱内力组合12第六章框架梁柱配筋17第一节框架横梁配筋17第二节框架柱配筋17第七章楼盖设计19第一节设计资料19第二节板的设计（弹性理论）19第八章楼梯设计22第一节梯段板的计算22第二节平台板计算23第三节平台梁计算24第九章.基础设计25第一节设计资料25第二节基础计算25参考文献301 第一章工程资料1．规模：多层学生公寓，建筑设计工作已完成。总建筑面积、总楼层、建筑总高度详见建施图。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．防火要求：建筑物属二级防火标准。3．结构形式：钢筋混凝土框架结构。填充墙厚度240厚多孔砖。4．气象、水文、地质资料：⑴主导风向：夏季东南风、冬秋季西北风。基本风压值W0=0.45KN/㎡。⑵建筑物地处某市中心，不考虑雪荷载和灰荷载作用。⑶自然地面-8m以下可见地下水。⑷地质资料：从地表面到－1.0M之间为人工堆积的素填土，素填土土体松散，夹少量碎石，从地表面到－1.0M以下为粘土，可作为持力层。场地土壤属Ⅱ类场地土。地基承载力特征值为195KPa。⑸抗震设防：该建筑物为2类建筑物，建设位置位于7度设防区，按构造进行抗震设防。⑹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。第二章结构布置第一节结构总体布置1、布置原则：满足建筑使用要求、结构安全、建筑施工三方面的要求。建筑物的高与宽比满足：H/B≤5。2、结构平面形状：板式、塔式，以正多边形、无凹角的建筑平面为宜。3、竖向布置：竖向的体形力求规则、均匀、连续，避免刚度突变和结构不连续，过大外挑和内收。规范要求：建筑下层侧向刚度大于上层侧向刚度，若刚度连续三层降低，则降低的幅度应小于该层侧向刚度的50%。必须加强塔楼与主体的连接，塔楼不宜采用砌体结构。4、变形缝的设置：变形缝是伸缩缝、沉降缝、防震缝的统称。在多层及高层建筑中，应尽量少设缝或不设缝。伸缩缝的设置，主要与结构的长度有关。设防烈度为8度，结构类型为现浇框架结构时，室内类别伸缩缝最大间距为55m。沉降缝的设置，主要与基础受到的上部荷载及场地的地质条件有关。当上部荷载差异较大，或地基土的物理力学指标相差较大，则应设置沉降缝，沉降缝可利用挑梁或搁置预制板、预制梁等方法做成。13 防震缝的设置主要与建筑平面形状、高差、刚度、质量分布等因素有关。防震缝的设置，应使各结构单元简单，规则，刚度和质量分布均匀，以避免地震作用下的扭转效应。为避免个单元之间的结构在发生地震时互相碰撞，防震缝的宽度不得小于70mm。第二节结构选定本建筑为6层宿舍楼，通过比较分析，确定采用现浇钢筋混凝土框架结构体系。经查表，该建筑所处地区的抗震设防烈度为6度，抗震等级为四级，不须进行抗震计算。本建筑的全长为53.8m，抗震等级为四级、6度设防烈度，不设变形缝。第三节梁柱板的截面确定本结构楼盖、屋盖采用现浇钢筋混凝土结构，各层柱、梁的混凝土强度等级为C30（fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2）。一、梁截面的确定：（一）、横向框架梁：h=(1/12～1/8)L,b=(1/3～1/2)h≥200㎜用横向框架承重方案，平面框架横梁沿房屋横向布置，房屋横向刚度较大。KL2：h=(1/12～1/8)×5000=417～625㎜，取h=700㎜，b=(1/3～1/2)×700=233～350㎜，取b×h=250㎜×700㎜；（二）、非框架梁：h=(1/12～1/18)L≥400㎜，b=(1/3～1/2)h≥200㎜1、纵向连系梁（封口梁）：L1：h=(1/12～1/15)×4000=333～267㎜，取h=500㎜，b=(1/3～1/2)×500=167～250㎜，取b×h=250㎜×500㎜；2、梯梁：h=(1/12～1/15)×3000=250～200㎜，取h=400㎜，b=(1/3～1/2)×400=133～200㎜，取b×h=200㎜×400㎜；3、过梁布置在门、窗洞口顶部设过梁，承受门、窗洞顶部的墙体重量。过梁也可以兼做连系梁。截面尺寸为b×h=250㎜×500㎜。二、柱截面的确定：b=(1/20～1/15)H本工程柱网布置，采用原建筑方案，详见结构平面布置图。柱尺寸取400×500。暂定基础顶面标高高度-1.0米，底层取H=4300+300+1000=5600㎜，二至六层取层高H=3300㎜。KZ：b=(1/20～1/15)H=(1/20～1/15)×5600=280～373mm，根据轴压比限值，取b=400，则b×h=400×500mm2。验算柱轴压比：单位面积结构荷载G=[1.2×(6.620＋3.290×5)＋1.4×2.0×6]/6=7.247KN/m2。荷载面积F=4.0×（5.0+3.0）/2=14.0㎡，柱组合轴压力设计值N=G·n·F=7.247×6×14.0=695.712KN，13 轴压比μv=N/(fcbh)=695.712×103/(14.3×400×500)=0.243≤[μn]=0.9，满足轴压比限值。三、板厚的确定：双向板肋梁楼盖，板厚：t=l/（50～40）=4000/（50～40）=80～100mm，本工程取100mm。四、梁、柱相对线刚度计算：根据公式，求惯性矩框架横梁框架柱根据公式i=EI/l，可以得出梁柱的线刚度,框架横梁CD：i=EI/l=12.8×109E/3000=5.3×106E框架横梁DE：i=EI/l=12.8×109E/5000=1.5×106E底层柱：i=EI/H=4.167×109E/5600=5.0×105E其余层柱：i=EI/H=4.167×109E/4300=9.3×105E取底层柱iA0A1=iB0B1=iiC0C1值作为基准值1，算得梁柱的相对线刚度，标于下图：13 第三章荷载计算第一节荷载标准值计算一、恒载标准值计算：（一）屋面恒载标准值架空隔热层、结构找坡3.02KN/m2防水层0.4KN/m2找平层0.35KN/m2100厚钢筋混凝土板0.10×25=2.5KN/m2抹灰层0.35KN/m2-----------------------------------------------------------------合计6.620KN/m2（二）楼面的恒载标准值瓷砖地面0.55KN/m2100厚钢筋砼板0.10×25=2.5KN/m2板底抹灰刷白0.24KN/m2-----------------------------------------------------------------13 合计3.290KN/m2（四）墙体的恒载标准值：240厚多孔墙（双面抹灰200厚）0.24×18=4.32KN/m220厚水泥沙浆抹灰0.02×20=0.4KN/m2合计4.72KN/m2（五）窗、门的恒载标准值铝合金窗0.35KN/m2木门0.2KN/m2二、活荷载值：（一）屋面的活载标准值2.0KN/m2（二）楼面均布活载标准值2.0KN/m2第二节框架KJ-4荷载计算1、LA荷载计算：恒载：梁自重：25×0.25×0.5×4.0=30.000KN板传来的：6.62×3.0×1.5/2×4=55.030KN墙重：25×[0.30×0.1＋1.0×0.2＋0.2×0.2＋0.3×0.1]×4.0=72.000KN159.330KN活载：板传来的：2.0×3.0×1.5/2×4=18.000KN2、LD荷载计算：恒载：梁自重：25×0.25×0.5×4.0=30.000KN板传来的：6.62×3.0×1.5/2×4×2=128.921KN-----------------------------------------------------------------158.921KN活载：板传来的：2.0×3.0×1.5/2×4×2=40.478KN3、LH荷载计算：恒载：梁自重：25×0.25×0.5×4.0=30.000KN板传来的：6.62×3.0×1.5/2×2=71.591KN墙自重：25×[0.30×0.1＋1.0×0.2＋0.2×0.2＋0.3×0.1]×4.0=72.000KN173.591KN活载：13 板传来的：2.0×3.0×1.5/2×2=22.478KN4、KL荷载计算：恒载：板传来的：（换算成线荷载，由PKPM计算。pb=6.62×1.1.95=9.56KN/m）LB:159.330/2=79.665KNLD:158.921/2=79.461KNLF:173.591/2=86.796KNMB偏心弯矩：79.461×0.150=11.919KN·mMF偏心弯矩：86.796×0.150=13.019KN·m活载：板传来的：（换算成线荷载，由PKPM计算。pb=2.0×1.95=3.0KN/m）LB:18.000/2=9.000KNLD:40.478/2=20.239KNLF:22.478/2=11.239KNMB偏心弯矩：20.239×0.150=3.036KN·mMF偏心弯矩：11.239×0.150=1.686KN·m二、二~七层楼面荷载计算：1、LA荷载计算：恒载：梁自重：25×0.25×0.5×4.0=30.000KN板传来的：3.29×3.0×1.5/2×4=25.060KN墙重：3.9×[(7.8-0.25)×（3.3-0.5）-3.0×2.95]=55.200KN窗重：0.35×3.0×2.95=3.10KN112.560KN活载：板传来的：2.0×3.0×1.5/2×4=18.000KN2、LD荷载计算：恒载：梁自重：25×0.20×0.6×4.0=30.000KN板传来的：3.29×[(2.1＋3.9)×0.9/2×4+3.0×1.5/2×4]=61.526KN梁上墙重：3.9×[3.7×(3.3-0.5)-1.26×3.2-1.0×2.4]=44.265KN梁上窗重：0.35×1.26×3.2=2.321KN梁上门重：0.2×1.0×2.4=0.48KN13 138.112KN活载：板传来的：2.0×[(2.1＋3.9)×0.9/2×4+3.0×1.5/2×4]=40.478KN4、LH荷载计算：恒载：梁自重：25×0.25×0.5×4.0=30.000KN板传来的：3.29×3.0×1.5/2×2=34.166KN梁上墙重：3.9×[4.0×(3.3－0.5)-1.5×1.15-1.5×1.45]=48.594KN梁上窗重：0.35×(1.5×1.15+1.5×1.45)=3.234KN115.994KN活载：板传来的：2.0×3.0×1.5/2×2=22.478KN5、KL荷载计算：恒载：板传来的：（换算成线荷载，由PKPM计算。Pb=3.29×1.95=3.648KN/m，pd=3.29×0.9=3.34KN/m，p墙=4.72×(3.3－0.65)=8.955KN/m）LA:112.560/2=56.280KNLD:138.112/2=69.056KNLE:98.332/2=49.166KNLH:115.994/2=57.997KNMD偏心弯矩：69.056×0.150=10.358KN·mMF偏心弯矩：57.997×0.150=8.700KN·m梁自重：25×0.3×0.7=5.25KN/m活载：板传来的：（换算成线荷载，由PKPM计算。pb=2.0×1.95=2.400KN/m，pc=2.0×0.9=1.5KN/m）LA:18.000/2=9.000KNLD:40.478/2=20.239KNLE:44.955/2=22.478KNLH:22.478/2=11.239KNMD偏心弯矩：20.239×0.150=3.036KN·mMF偏心弯矩：11.239×0.150=1.686KN·m13 三、地震荷载计算及位移验算1．重力荷载代表值根据抗震规范1.0.2抗震设防烈度为7度及以上地区的建筑，必须进行抗震设计。根据抗震规范5.1.3计算地震作用时，建筑的重力荷载代表值应取结构和构配件自重标准值和各可变荷载组合值之和。各可变荷载的组合值系数，应按表3.1采用。组合值系数表3.1可变荷载种类组合值系数雪荷载0.5屋面活荷载不计入按实际情况计算的楼面活荷载1.0按等效均布荷计算的楼面活荷载藏书库、档案库0.8其他民用建筑0.51）荷载标准值1．屋面（上人）：a.30厚C20细石砼保护层22×0.04=0.88kN/m2b.三粘四油防水层0.4kN/m2c.20厚1:3水泥砂浆找平层20×0.02=0.4kN/m2d.150厚水泥蛭石保温层5×0.15=0.75kN/m2e.100厚钢筋砼板25×0.10=2.5kN/m2f.V型轻钢龙骨吊顶0.25kN/m2合计4.96kN/m22．1~5层楼面a.水磨石地面0.65kN/m2d.100厚捣制砼楼板25×0.10=2.5kN/m2e.V型轻钢龙骨吊顶0.25kN/m2合计3.40kN/m23．外墙a.10厚浅米黄方砖20×0.01=0.2kN/m2b.10厚1:0.2:2水泥石膏砂浆20×0.01=0.2kN/m2c.10厚1:3水泥砂浆打底20×0.01=0.2kN/m2d.240空心砖7.0×0.24=1.68kN/m2e.20厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打底20×0.01=0.2kN/m2f.5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面压实抹光20×0.005=0.1kN/m2g.刷乳胶漆合计2.3kN/m213 4．内墙a.20厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打底20×0.01=0.2kN/m2b.5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面压实抹光20×0.005=0.1kN/m2c.200厚空心砖7.0×0.2=1.4kN/m2d.20厚1:1:6水泥石灰膏砂浆打底20×0.01=0.2kN/m2e.5厚1:0.3:3水泥石灰膏砂浆粉面压实抹光20×0.005=0.1kN/m2e.刷乳胶漆合计2.0kN/m25．门窗自重重力荷载木门0.2kN/m塑钢窗0.44kN/m22）重力荷载代表值计算（1）恒载标准值第二层及六层重力荷载代表值相同：楼面3.40×(16.4×7.2×2+14.4×43.2)=2198.02kN梁[0.3×0.75×25×8.4×10+0.3×0.75×4×2×25+0.6×0.3×25×6×10+0.25×0.6×14.4×6×25+0.25×0.6×2×2×25+0.3×0.65×18×25×7.2+0.3×0.5×5.2×25×6+0.3×0.5×3×25×4+0.25×0.3×3.6×25×12+0.25×0.4×5.2×25×2+0.25×0.4×4×25=2037.3kN柱0.6×0.6×3.9×25×32=1123.2kN外墙((17+58.2+17+58.2+2×2)-30×1.5×1.8)×6.56×3.9×0.24=820.51kN内墙((17×2+14.4×12+58.2×2)-14×1.5×1.8)×6.22×3.9×0.24=1825.22kN窗（30×1.5×1.8+14×1.5×1.8）×0.4=47.52故第二层自重标准值2918.02+2037.3+1123.2+820.51+1825.22+47.52=8771.77kN第一层：柱0.6×0.6×4.9×32×25=1411.2kN外墙((17×2+58.2+2×2)-15×1.5×1.8)×6.56×3.3×0.24=436.04kN内墙((6×14+8×2+58.2+3.6×2)×6.22×3.3×0.24=814.80kN故第一层自重标准值：1411.2+2037.3+436.04+814.80+15×1.5×1.8×0.4=4715.54kN屋顶：屋面4.96×7.2×10.4×2+14.4×14.4×4.96=1771.315kN梁[0.3×0.75×10.4×25×4+0.25×0.6×10.4×2×25+0.3×0.6×25×7.2×4+0.25×0.3×25×3.6×8+0.75×0.3×8.4×4×25+0.3×0.65×6×4×25+0.3×0.5×6×5.2×25+0.3×0.5×4×3×25+0.25×0.4×5.2×2×25+0.25×0.4×5.2×2×25+0.25×0.4×4×25=999.6kN柱0.6×0.6×3.3×22×25=653.4kN外墙((10.4×2+7.2×2)×2+5.2×4+4×2+14.4×2-12×1.5×1.8)×6.56×3.3×13 0.24=614.016kN内墙((10.4×2+7.2×2)×2+6×2+14.4×2-5×1.5×1.8)×6.22×3.3×0.24=456.71kN故屋顶自重标准值：999.6+653.4+1771.38+614.016+456.708+17×1.5×1.8×0.4=4513.4kN（2）活载标准值第二层（第一质点）：(16.4×7.2×2+14.4×43.2)×2.0×0.5+(8×3.6×2+3.6×2×6+6×4)×(2.5-2)×0.5=889.44kN屋面活荷载不算，雪荷载×0.5屋面雪载：0.5×0.35×7.2×10.4×2+14.4×14.4×0.35×0.5=62.496kN第七层4513.4kN+62.496kN=4575.896kN第二层至六层8771.77kN+889.44kN=9661.21kN第一层4715.54kN+889.44kN=5604.98kN另加楼梯折减成200mm厚楼板8.0×3.6×2×3.4+4×6×3.6=282.24kN七层加电梯间7×3×5.2=109.2kN水箱间200kN/m故G1=4715.54+889.44=5604.98kN-------5887.22kNG2=8771.77+889.44=9661.21kN------9943.45kNG3=8771.77+889.44=9661.21kN-------9943.45kNG4=8771.77+889.44=9661.21kN------9943.45kNG5=8771.77+889.44=9661.21kN------9943.45kNG6=8771.77+889.44=9661.21kN------9943.45kNG7=4513.4+62.496=4575.896kN------4885.10kN简图如下：图3.113 2．框架侧移刚度计算梁线刚度：ib=EcIb/l，Ib=2.0Io（中框架梁）,Ib=1.5Io（边框架梁）柱线刚度：ic=EcIc/hc：柱的侧移刚度D值：Kc柱线刚度ic=EcIc/hc：节点转动影响系数表3.2横梁线刚度Ib计算表Ec/(N/mm2)b×h/mm×mmI0/mm4L/mmEcI0/L/N·mm1.5EcI0/L/N·mm2EcI0/L/N·mm3×104300×7008.57×10984003.063×10104.872×10106.126×1010300×6005.4×10960002.7×10104.660×10105.4×1010300×6005.4×10984001.929×10102.893×10103.858×1010300×5504.16×10960002.08×10103.12×10104.16×1010表3.3柱线刚度Ic计算表层次hc/mmEc/(N/mm2)b×h/mm×mmIc/mm4EcIc/hc/N·mm149003×104600×60010.80×1090.661×10112～639003×104600×60010.80×1090.831×1011733003×104600×60010.80×1090.982×101113 表3.4中框架柱侧移刚度D值（N/mm）层次边柱中柱nn2～60.7370.2691763681.390.412688063826830.650.24516063510.9270.4881610681.740.601982263249200.820.467154285表3.5边框架柱侧移刚度D值（N/mm）层次C-10,C-1A-1,A-10nn2～60.4870.1961284820.5530.2161420025409610.6130.4261407220.6950.44314635257414表3.6中框架柱B侧移刚度D值（N/mm）层次B-1，B-10n2～60.5160.2051345522691110.6490.43414332228663表3.7楼电梯间框架柱侧移刚度D值（N/mm）层次C-4，C-5，C-6B-5，B-6nn2～60.4870.1961284831.0290.3402227028308410.6130.4281407231.3080.54718055278326将上述不同情况下同层框架柱侧移刚度想加，即得框架各层层间侧移刚度，如下表表3.8横向框架层间侧移刚度（N/mm）层次12345613 4606705198635198635198635198635198633．结构基本自振周期计算采用顶点位移法：结构基本自振周期：考虑非结构墙体刚度影响的周期折减系数，实砌填充砖墙取0.6～0.7，轻质墙取0.8：假想集中在各层楼面处的Gi为水平荷载，按弹性方法求得的结构顶点假想位移（m）(求层间位移，再求顶点位移。)对突出屋面的屋顶间、女儿墙、烟囱等假想位移指主体结构位移。对于带屋面局部突出间的房屋，ｕT应取主体结构顶点的位移。突出间对主体结构顶点位移的影响，可按顶点位移相等的原则，将其重力荷载代表值折算到主体结构的顶层。当屋面突出部分为一层时，其重力荷载可按下式计算：将G7折算到主体结构的顶层，即对框架结构，ｕT可按下式计算；VGi=式中，Gk：集中在k层楼面处的荷载代表值；VGi:把集中在各层楼面处的重力荷载代表值视为水平荷载而得的第层的层间剪力；:第i层的层间侧移刚度；:第i层的层间侧移；:第i层的顶部侧移；表3.9结构顶点的假想侧移计算层次.614828.5514828.5551986328.5465.259943.452477251986347.7436.713 49943.4534715.4551986366.838939943.454468.951986385.9322.229943.4554602.35519863105.0236.315887.2260489.57460670131.3131.3基本自震周期T1，ｕT其中的量纲为m，取ΨT=0.7，则其中，ｕT：计算结构基本自振周期用的结构顶点假想位移：ΨT：结构基本自振周期考虑非承重墙影响的折减系数，4水平地震作用及楼层地震剪力计算由于本设计方案，结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布较均匀，变形以剪切变形为主，以及近似于单质点体系的结构，故可用底部剪力法计算水平地震作用，采用底部剪力法时，各楼层可仅取一个自由度。地震作用按7度类场地（地基土不液化），地震动参数区划的特征周期分为一区考虑，按规范查得扬州的特征周期为T=0.35s,则=0.12。采用底部剪力法计算，由于T=0.812>1.4T=1.4×0.35=0.49s,故应考虑顶点附加地震作用，取=0.08T+0.07=0.08×0.59+0.07=0.0572结构底部剪力为：=0.85×（4885.1+9943.45×5+5887.22）=51416kN　　为结构水平地震作用标准值；相应于结构基本自振周期的水平地震影响系数值，多层砌房屋、底部框架和多层内框架砖房，宜取水平地震影响系数最大值；Geq结构等效总重力荷载，单质点应取总重力荷载代表值，多质点可取总重力荷载代表值的85%。顶点附加地震作用为F=F=0.07496×2892.95=216.856kNF=F(1-)式中Fi为质点I的水平地震作用标准值；Gi为集中于质点i的重力荷载代表值；Hi为质点i的计算高度；为顶部附加地震作用系数，多层钢筋混凝土和钢结构房屋可查规范表4-1-6，多层内框架砖房可采用0.2，其它房屋可采用0.0；F为顶部附加水平地震作用。　表3.10顶部附加地震作用系数13 Tg(s)F1>1.4TgT1≤1.4Tg≤0.350.08T1+0.07不考虑<0.35~0.550.08T1+0.01>0.550.08T1-0.02注：T1为结构基本自振周期Vi=ΣFj+ΔFn，采用底部剪力法时，突出屋面的屋顶间、女儿墙、烟囱等的地震作用效应，宜乘以增大系数3，此增大部分不应往下传递，但与该突出部分相连的构件应予计入。具体计算过程见表3.11。各楼层的地震剪力计算结果列于表3.11。表3.11各层地震作用及楼层地震剪力层次h(m)H(m)G(kN)GHFV(kN)727.73.34885.1135317.270.137366.62366.62624.43.99943.45242620.180.245708.771022.26520.53.99943.45203840.730.206595.951573.53416.63.99943.45165061.270.167483.122020.44312.73.99943.45126281.820.128370.302362.9828.83.99943.4587502.360.088254.582598.4814.94.95887.2228847.380.02983.902676.09注：Fn只加入主体的顶层即第七层。5．水平地震作用下的位移验算图3.2层间剪力、位移示意图各类结构应进行多遇地震作用下的抗震变形验算，其楼层内最大的弹性层间位移应符合下式要求，Δμe小于等于[θe]h式中Δμe为多遇地震作用标准值产生的楼层内最大的弹性层间位移；计算时除以弯曲变形为主的高层建筑外，可不扣除结构整体弯曲变形；应计入扭转变形，各作用分项系数均应采用1.0；钢筋混凝土结构构件的截面刚度可采用弹性刚度。h为计算楼层层高。13 表3.12横向水平地震作用下的位移验算层数层间剪力V(kN)层间刚度Du-u=层高h(m)层间相对弹性转角备注61105.15198632.133.91/1831层间相对弹性转角均满足要求〈=（规范3-19）51701.055198633.273.91/119342184.175198634.203.91/92932554.475198634.913.91/79422809.055198635.43.91/72212892.954606706.284.91/780第四章内力分析注：荷载取为标准值第一节恒荷载作用下框架的内力计算用弯矩二次分配法计算恒荷载作用下框架受荷简图—附录1、恒荷载作用下框架弯矩计算（1）梁的固端弯矩13 表7-7梁的固端弯矩层数恒载gCB梁BA梁跨度l(m)MBD=-1/12*g*l*lMDB=1/12*g*l*l跨度l(m)MDF=-1/12*g*l*lMFD=1/12*g*l*l621.3895.0-70.74470.7443.0-70.74470.7441~519.4395.0-64.29464.2943.0-64.29464.294（2）弯矩分配系数根据梁柱相对线刚度算出各节点的弯矩分配系数。表7-8梁柱弯矩分配系数层数相对线刚度C节点B节点A节点ibicuABuAiAi+1uAiAi-1uBAuBiBi+1uBiBi-1uBCuCBuCiCi+1uCiCi-161.9601.3330.5950.0000.4050.3730.0000.2540.3730.5950.0000.40551.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28841.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28831.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28821.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28811.9601.0000.4570.3110.2330.3130.2130.1600.3130.4570.3110.233备注：u=S/∑S，远端固定S=4i，i=层数。（3）弯矩分配法计算框架弯矩计算杆端弯矩。13 各节点进行弯矩分配。弯矩传递，同跨梁两端，同层柱子上、下端的弯矩相互传递，传递系数为1/2。各节点的不平衡力矩，进行二次分配。将固端弯矩，分配弯矩，传递弯矩相加，得出各杆的杆端弯矩。杆端弯矩以顺时针转动为正，反之为负。表7-9弯矩分配法计算框架恒载弯矩层数节点C　B　A截面上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁上柱下柱六层分配系数0.0000.4050.595　0.3730.0000.2540.373　0.5950.0000.405固端弯矩0.0000.000-70.744　70.7440.0000.000-70.744　70.7440.0000.000一次分配　28.65142.093×0.000　0.0000.000×-42.093　-28.651一次平衡　9.2580.00021.046　0.000-21.0460.000　-9.258二次分配　-3.750-5.5090.000　0.0000.0005.509　3.750二次平衡=杆端弯矩　34.160-34.16091.790　0.000-91.79034.160　-34.160　　　　　　五层0.2880.2880.2880.424　0.2980.2020.2020.298　0.4240.2880.288固端弯矩0.0000.000-64.294　64.2940.0000.000-64.294　64.2940.0000.000一次分配18.51718.51727.261×0.0000.0000.0000.000×-27.261-18.517-18.517一次平衡9.2589.2580.00013.6300.0000.000-13.6300.000-9.258-9.258二次分配-5.333-5.333-7.8510.0000.0000.0000.0007.8515.3335.333二次平衡=杆端弯矩22.44222.442-44.88477.9240.0000.000-77.92444.884-22.442-22.442　　　　　　13 二~四层分配系数0.2880.2880.424　0.2980.2020.2020.298　0.4240.2880.288固端弯矩0.0000.000-64.294　64.2940.0000.000-64.294　64.2940.0000.000一次分配18.51718.51727.261×0.0000.0000.0000.000×-27.261-18.517-18.517一次平衡9.2589.9980.00013.6300.0000.000-13.6300.000-9.258-9.998二次分配-5.546-5.546-8.1650.0000.0000.0000.0008.1655.5465.546二次平衡=杆端弯矩22.22922.969-45.19877.9240.0000.000-77.92445.198-22.229-22.969　　　　　　一层分配系数0.3110.2330.457　0.3130.2130.1600.313　0.4570.3110.233固端弯矩0.0000.000-64.294　64.2940.0000.000-64.294　64.2940.0000.000一次分配19.99514.98129.382×0.0000.0000.0000.000×-29.382-19.995-14.981一次平衡9.2580.00014.6910.000-14.6910.000-9.258　二次分配-2.879-2.157-4.2310.0000.0000.0000.0004.2312.8792.157二次平衡=杆端弯矩26.62412.823-39.14378.9850.0000.000-78.98539.143-26.624-12.823柱底　　　　　杆端弯矩　6.412　　　　0.000　　　　-6.412（4）横梁跨中弯矩取脱离体，按简支梁则有M中=-（|M左|＋|M右|）/2＋1/8gl2表7-10横梁跨中弯矩层数g梁CB梁BA13 |M左||M右|l1/8*g*l*lM中=1/8*g*l*l-(|M左|+|M右|)/2|M左||M右|l1/8*g*l*lM中=1/8*g*l*l-(|M左|+|M右|)/2621.38934.1691.7905.0106.11643.14191.79034.163.0106.11643.141519.43945.19877.9245.096.44234.88177.92445.1983.096.44234.881419.43945.19877.9245.096.44234.88177.92445.1983.096.44234.881319.43945.19877.9245.096.44234.88177.92445.1983.096.44234.881219.43945.19877.9245.096.44234.88177.92445.1983.096.44234.881119.43939.14378.9855.096.44235.07878.98539.1433.096.44235.07813 恒荷载作用下的弯矩图2、恒荷载作用下框架的剪力计算取节点平衡，可求得梁端及柱剪力列于表中表8-11梁端剪力层数g梁CB梁BAlM左M右V左V右lM左M右V左V右621.3895.0-34.16091.79045.083-85.0673.0-91.79034.16045.083-85.067519.4395.0-44.88477.92441.740-80.7263.0-77.92444.88441.740-80.726419.4395.0-44.88477.92441.740-80.7263.0-77.92444.88441.740-80.726319.4395.0-44.88477.92441.740-80.7263.0-77.92444.88441.740-80.726219.4395.0-45.19877.92441.690-80.7763.0-77.92445.19841.690-80.776119.4395.0-39.14378.98542.482-79.9833.0-78.98539.14342.482-79.983备注:V左=1/2*g*l+(M左-M右)/l，V右=-1/2*g*l+(M左-M右)/l。13 表8-12柱的剪力层数层高HC柱B柱A柱M上M下VM上M下VM上M下V63.334.16024.050-14.336-34.160-24.0505.689-34.160-24.05014.33653.322.96926.624-11.748-22.969-26.6245.423-22.969-26.62411.74833.322.96926.624-11.748-22.969-26.6245.423-22.969-26.62411.74833.322.96926.624-11.748-22.969-26.6245.423-22.969-26.62411.74823.322.96926.624-11.748-22.969-26.6244.256-22.969-26.62411.74815.312.8236.412-3.206-12.823-6.4120.147-12.823-6.4123.206备注：V=-∑M/H=-（M上+M下）/H恒荷载作用下的剪力图3、恒荷载作用下框架的轴力计算柱的自重：六层：32.4二~五层柱：37.5513 底层柱：43.65楼层各柱的轴力如下表楼层各柱轴力（）楼层C柱B柱A柱上下上下上下六240272.4291323.4163195.4五613.4645.8725.4757.8436.4468.8四984.81017.21159.81192.2709.8742.2三984.81017.21159.81192.2709.8742.2二1356.21388.61594.21626.6983.21015.6一1727.617602028.620611256.61289恒荷载作用下的轴力图第二节活荷载作用下框架的内力根据设计经验，当活荷载较小时，（例如民用建筑楼面活荷载标准值为≤13 2.5KN/㎡时），或活荷载与恒荷载之比不大于1时，活荷载所产生的内力较小，可考虑将各层各跨的活荷载作一次性布置，即不考虑活荷载的最不利布置，而将其同时作用在所有框架上。但活荷载算得的梁跨中弯矩宜乘以1.1～1.2的增大系数。满布活荷载，用弯矩二次分配法计算活荷载作用下框架受荷简图—附录1、活荷载作用下框架弯矩计算（1）梁的固端弯矩表7-14梁的固端弯矩层数活载qCB梁BA梁跨度l(m)MBD=-1/12*q*l2MDB=1/12*q*l2跨度l(m)MDF=-1/12*q*l2MFD=1/12*q*l265.955.0-12.4012.403.0-12.4012.401~55.955.0-12.4012.403.0-12.4012.40（2）弯矩分配系数根据梁柱相对线刚度算出各节点的弯矩分配系数。13 表7-15梁柱弯矩分配系数层数相对线刚度C节点B节点A节点ibicuABuAiAi+1uAiAi-1uBAuBiBi+1uBiBi-1uBCuCBuCiCi+1uCiCi-161.9601.3330.5950.0000.4050.3730.0000.2540.3730.5950.0000.40551.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28841.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28831.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28821.9601.3330.4240.2880.2880.2980.2020.2020.2980.4240.2880.28811.9601.0000.4570.3110.2330.3130.2130.1600.3130.4570.3110.233备注：u=S/∑S，远端固定S=4i，i=层数。（3）弯矩分配法计算框架弯矩表7-16弯矩分配法计算框架活载弯矩层数节点CBA截面上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁上柱下柱六层分配系数0.0000.4050.5950.3730.0000.2540.3730.5950.0000.405固端弯矩0.0000.000-12.4012.400.0000.000-12.4012.400.0000.000一次分配2.6123.838×0.0000.0000.000×-3.838-2.612一次平衡5.5730.0001.9190.000-1.9190.000-5.573二次分配-2.257-3.3160.0000.0000.0003.3162.257二次平衡=杆端弯矩5.928-5.9288.3690.000-8.3695.928-5.92813 五层0.2880.2880.2880.4240.2980.2020.2020.2980.4240.2880.288固端弯矩0.0000.000-12.4012.400.0000.000-12.4012.400.0000.000一次分配11.14511.14516.408×-16.408-11.145-11.145-16.408×-16.408-11.145-11.145一次平衡5.5735.5730.0000.000-5.573-5.5730.0000.000-5.573-5.573二次分配-3.210-3.210-4.7254.7253.2103.2104.7254.7253.2103.210二次平衡=杆端弯矩13.50813.508-27.01645.0020.0000.000-45.00227.016-13.508-13.508二~四层分配系数0.2880.2880.4240.2980.2020.2020.2980.4240.2880.288固端弯矩0.0000.000-12.4012.400.0000.000-12.4012.400.0000.000一次分配11.14511.14516.408×-16.408-11.145-11.145-16.408×-16.408-11.145-11.145一次平衡5.5734.0180.0000.000-5.573-5.5730.0000.000-5.573-4.018二次分配-3.338-3.338-4.9144.7253.2103.2104.7254.9143.3383.338二次平衡=杆端弯矩13.38013.825-27.20445.0020.0000.000-45.00227.204-13.380-13.825一层分配系数0.3110.2330.4570.3130.2130.1600.3130.4570.3110.233固端弯矩0.0000.000-12.4012.400.0000.000-12.4012.400.0000.000一次分配12.0359.01717.685×0.0000.0000.0000.000×-17.685-12.035-9.017一次平衡5.5730.0008.8420.000-8.8420.000-5.573二次分配-1.733-1.298-2.5470.0000.0000.0000.0002.5471.7331.29813 二次平衡=杆端弯矩15.8757.718-23.56047.5400.0007.718-47.54023.560-15.875-7.718柱底杆端弯矩3.8593.859-3.859（4）横梁跨中弯矩取脱离体，按简支梁则有M中=-（|M左|＋|M右|）/2＋1/8×gl2表7-17横梁跨中弯矩层数q梁AF梁BA|M左||M右|l1/8*q*l*lM中=[1/8*q*l*l-(|M左|+|M右|)/2]*1.2|M左||M右|l1/8*q*l*lM中=[1/8*q*l*l-(|M左|+|M右|)/2]*1.265.955.9288.3695.09.6743.0318.3695.9283.09.6743.03155.9527.01645.0025.058.04725.60545.00227.0163.058.04725.60545.9527.01645.0025.058.04725.60545.00227.0163.058.04725.60535.9527.01645.0025.058.04725.60545.00227.0163.058.04725.60525.9527.20445.0025.058.04725.19245.00227.2043.058.04725.19215.9523.5647.545.058.04725.09647.5423.563.058.04725.096备注：活载作一次性满跨布置时，算得的梁跨中弯矩宜乘以1.1～1.2的增大系数。13 活荷载作用下的弯矩图2、活荷载作用下框架的剪力计算取节点平衡，可求得梁端及柱剪力列于表中表7-18梁端剪力层数q梁CB梁BAlM左M右V左V右lM左M右V左V右65.955.0-5.9288.3693.873-8.4123.0-5.9288.3693.873-8.41255.955.0-27.20445.00225.092-48.6183.0-27.20445.00225.092-48.61845.955.0-27.20445.00225.092-48.6183.0-27.20445.00225.092-48.61835.955.0-27.20445.00225.092-48.6183.0-27.20445.00225.092-48.61813 25.955.0-27.20445.00225.092-48.6183.0-27.20445.00225.092-48.61815.955.0-23.56047.54025.569-48.1413.0-23.56047.54025.569-48.141备注:V左=1/2*q*l+(M左-M右)/l，V右=-1/2*q*l+(M左-M右)/l。表7-19柱的剪力层数层高HC柱B柱A柱M上M下VM上M下VM上M下V63.35.92810.470-3.904-13.508-13.3801.257-5.928-10.4703.90453.313.50813.380-6.402-13.508-13.3803.243-13.508-13.3806.40243.313.50813.380-6.402-13.508-13.3803.243-13.508-13.3806.40233.313.50813.380-6.402-13.508-13.3803.243-13.508-13.3806.40223.313.82515.875-7.071-13.825-15.8753.589-13.825-15.8757.07115.67.7183.859-1.930-7.718-3.8590.246-7.718-3.8591.930备注：V=-∑M/H=-（M上+M下）/H活荷载作用下的剪力图13 3、活荷载作用下框架的轴力计算根据荷载分布图及剪力图，进行计算。表7-20楼层C柱B柱A柱六2029.513五10014766四180263.3119三180263.3119二260382172一340499.5225活荷载作用下的轴力图13 第三节水平地震荷载作用下框架内力计算第i层j柱分配到的剪力Vij以及该柱上、下端的弯矩和分别按下列各式计算：y=yn+y1+y2+y3式中，h：该层柱的计算高度；y：框架柱的反弯点高度比；yn：框架柱的标准反弯点高度比；y1：上、下层梁线刚度变化是反弯点高度比的修正值；y2、y3：上、下层层高变化时反弯点高度比的修正值；表3.13KJ-4框架各层柱端弯矩及剪力计算层次A轴(边柱)13 63.91105.15198631763637.490.7370.3246.7999.4253.91701.055198631763657.700.7370.490.01135.0243.92184.175198631763674.090.7370.45130.03158.9233.92554.475198631763686.650.7370.45152.07185.8623.92809.055198631763695.280.7370.50185.80185.8014.92892.9546067016106101.10.9270.65322.13173.46注：表中M量纲为kN•m，V量纲为kN表3.14KJ-4框架各层柱端弯矩及剪力计算层次C轴(边柱)63.91105.15198631606334.150.650.3242.6290.5753.91701.055198631606352.560.650.4081.99122.9943.92184.175198631606367.490.650.45118.44144.7733.92554.475198631606378.930.650.45138.52169.3023.92809.055198631606386.800.650.52176.03162.4914.92892.954606701542896.890.820.65314.96166.17注：表中M量纲为kN•m，V量纲为kN表3.15KJ-4框架各层柱端弯矩及剪力计算层次B轴(中柱)63.91105.15198632688057.141.390.3986.91135.9453.91701.055198632688087.941.390.45154.33188.6343.92184.1751986326880112.921.390.47206.98233.4033.92554.4751986326880132.071.390.50257.54257.5423.92809.0551986326880145.231.390.55311.52254.8814.92892.9546067019822124.481.740.65396.47213.48注：表中M量纲为kN•m，V量纲为kN表3.16梁端弯矩、剪力及柱轴力计算表层次AB跨梁BC跨梁柱轴力LVbLVbA-1B-1C-1699.4272.258.420.4463.6990.57625.71-28.61-5.2725.365181.81146.458.439.08127.18165.61648.80-59.52-14.9974.514248.93205.508.450.10182.23226.76668.17-109.62-33.06142.683315.89246.208.466.92218.32287.74684.34-176.62-50.48207.222337.87274.588.472.55240.83300.55690.23-249.09-68.16317.251359.26375.238.487.44332.76342.26112.49-336.53-93.21421.74注：1）柱轴力的负号表示拉力。当为左震作用时，左侧一根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。2）表中M单位为kN•m，V单位为kN，N的单位为kN，l单位为m13 架KJ-4结构的内力图如下列图：图4.3地震作用下框架KJ-4梁弯矩图（kN.m）13 图4.4地震作用下框架KJ-4梁端剪力及柱轴力（kN）第五章荷载组合和内力组合第一节横梁内力组合1.竖向荷载作用下梁端弯矩M为经过调幅后的弯矩（调幅系数取0.85）。2.横向荷载作用下由于风荷载内力值比较小，本设计只组合地震荷载。3.地震作用效应组合时，梁端组合剪力设计值、柱端组合弯矩、剪力设计值需进行调整。体现强柱弱梁、强剪弱弯的要求。13 4.结构抗震等级由规范查得本工程的框架的抗震等级：三级。5.框架梁内力组合无地震作用效应的其他荷载效应基本组合（1）1.2SGK+1.4SQK，（2）1.35SGK+SQK，考虑结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合（3）1.2SGE+1.3SEK。无地震作用效应的其他荷载效应基本组合：对于一般排架、框架结构，基本组合可采用简化规则，并应按下列组合值中取最不利值确定：　　①由可变荷载效应控制的组合：　　　　②由永久荷载效应控制的组合：基本组合的荷载分项系数，应按下列规定采用：　　永久荷载的分项系数：　　　　—对由可变荷载效应控制的组合，应取1.2；　　—对由永久荷载效应控制的组合，应取1.35；　　可变荷载的分项系数：　　—一般情况下应取1.4；考虑结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合：结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合，应按下式计算：　　S＝γGSGE＋γEhSEhk＋γEvSEvk+ψwγwSwk　　　　　　　　　　　　　式中S－结构构件内力组合的设计值，包括组合的弯矩、轴向力和剪力设计值；　　　γG－重力荷载分项系数，一般情况应采用1.2，当重力荷载效应对构件承载能力有利时，不应大于1.0；　　　γEh、γEv－分别为水平、竖向地震作用分项系数，应按表5.4.1采用；　　　γw－风荷载分项系数，应采用1.4；　　　SGE－重力荷载代表值的效应，有吊车时，尚应包括悬吊物重力标准值的效应；　　　SEhk－水平地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数或调整系数；　　　SEvk－竖向地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数或调整系数；　　　Swk－风荷载标准值的效应；　　　ψw－风荷载组合值系数，一般结构取0.0，风荷载起控制作用的高层建筑应采用0.2。13 因为本工程为多层框架结构，以竖向荷载作用为主，水平风荷载的作用影响较小，所以可不考虑风荷载且不考虑竖向地震作用。结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合按下式计算：1.2SGE+1.3SEhK其中SGE－重力荷载代表值的效应。6.钢筋混凝土结构应按《建筑抗震设计规范》（GB50011－2001）调整构件的组合内力设计值。抗震规范6.2.4梁端组合剪力设计值调整：一、二、三级的框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5的连梁，其梁端截面组合的剪力设计值应按下式调整：V=γRE〔(+)/〕　　　　式中V-梁端截面组合的剪力设计值；　　　　ln-梁的净跨；　　　　-梁在重力荷载代表值(9度时高层建筑还应包括竖向地震作用标准值)作用下，按简支梁分析的梁端截面剪力设计值；　　　　、-分别为梁左右端截面反时针或顺时针方向组合的弯矩设计值，一级框架两端弯矩均为负弯矩时，绝对值较小的弯矩应取零；　　　　、－分别为梁左右端截面顺时针或反时针方向实配的正截面抗震受弯承载力所对应的弯矩值,根据实配钢筋面积（计入受压筋）、材料强度标准值等确定；　　　　ηvb－梁剪力增大系数一级取1.3，二级取1.2，三级取1.1。7.框架梁内力组合表框架梁内力组合表见表5.1，5.2,5.3。13 表5.1横向框架KJ－5梁内力组合层次截面内力恒载活载地震1.2恒载+1.4活载1.2(恒载+0.5活载)+1.3地震1.35恒载+活载Vgb一层AM-130.14-27.72359.26-194.97-639.83294.24-203.40110.19V100.5123.20-87.44153.09248.2020.86158.89B左M164.5624.91357.23232.34-251.98676.81247.06-129.5V139.1727.0887.44204.9269.58296.92214.96B右M-61.23-20.09332.76-101.60-518.12347.06-102.7542.66V49.1817.85-112.4984.01215.96-76.5184.24CM28.7014.96342.2055.39-401.44488.2853.71-42.95V37.4815.83112.4967.14-91.76200.7166.43跨间MAB109.5026.338.00168.26136.80157.60174.15MBC34.3723.184.7073.7049.0561.2769.58表5.2横向框架KJ－5梁内力组合三层AM-135.47-29.01315.89-203.18-590.63230.68-211.90110.19V100.7123.38-66.92153.58221.8847.88159.34B左M168.4324.97246.20237.08-102.96537.16252.35-129.5V138.9726.9066.92204.4295.91269.90214.51B右M-56.64-19.71218.32-95.56-363.61204.03-96.1742.66V47.7917.62-84.3482.02177.56-41.7282.1413 CM31.1515.80287.7459.51-327.20420.9357.86-42.95V37.8116.0684.3467.86-54.63164.6567.10跨间MAB110.1927.4334.80170.63103.45193.93176.19MBC34.2123.2134.7073.569.88100.1069.40表5.3横向框架KJ－5梁内力组合六层AM-57.49-14.2599.42-88.94-206.7951.71-91.86107.45V92.8920.45-20.44140.10150.3197.17145.85B左M110.7731.1372.25176.5057.68245.53180.67-131.2V145.7829.8320.44216.70166.26219.41226.63B右M-80.67-22.8563.69-128.79-193.30-27.71-131.7556.43V64.0818.71-25.71103.09121.5554.70105.22CM39.1613.3290.5765.64-62.76172.7266.18-55.45V47.8014.9725.7178.3232.9299.7779.50跨间MAB103.3526.7813.50161.52122.54157.64166.31MBC47.2323.2613.4489.2453.1688.1087.0213 第三节柱内力组合1.框架柱内力组合：无地震作用效应的其他荷载效应基本组合（1）1.2SGK+1.4SQK，（2）1.35SGK+SQK，考虑结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合（3）1.2SGE+1.3SEK。取每层柱顶和柱底两个控制截面进行组合。2、钢筋混凝土结构应按《建筑抗震设计规范》（GB50011－2001）调整构件的组合内力设计值。抗震规范6.2.2考虑地震作用效应组合时，三级框架的梁柱节点处，除框架顶层和柱轴压比小于0.15者外，柱端组合的弯矩设计值调整：一、二、三级框架的梁柱节点处，除框架顶层和柱轴压比小于0.15者及框支梁与框支柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：　　∑Mc＝η∑Mb　　　　　　　　　　　式中∑Mc-节点上下柱端截面顺时针或反时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可，按弹性分析分配；　　　　∑Mb-节点左右梁端截面反时针或顺时针方向组合的弯矩设计值之和，一级框架节点左右梁端均为负弯矩时，绝对值较小的弯矩应取零；　　　　∑Mbua-节点左右梁端截面反时针或顺时针方向实配的正截面抗震受弯承载力所对应的弯矩值之和，根据实配钢筋面积(计入受压筋)和材料强度标准值确定；　　　　　ηc-柱端弯矩增大系数，一级取1.4，二级取1.2，三级取1.1。　　当反弯点不在柱的层高范围内时，柱端截面组合的弯矩设计值可乘以上述柱端弯矩增大系数。①抗震规范6.2.3三级框架结构底层，柱下端截面组合的弯矩设计值，应乘以增大系数1.15。②抗震规范6.2.5三级的框架柱组合的剪力设计值调整：一、二、三级的框架柱和框支柱组合的剪力设计值应按下式调整：V＝γRE〔〕式中V-柱端截面组合的剪力设计值；　　　　Hn–柱的净跨；分别为柱的上下端顺时针或反时针方向截面组合的弯矩设计值　ηvc－柱剪力增大系数一级取1.4，二级取1.2，三级取1.1。3抗震规范6.2.6三级框架结构的角柱经抗震规范6.2.2、6.2.3、6.2.5、6.2.10条13 调整后的柱端组合的弯矩设计值、组合的剪力设计值乘以1.1的增大系数。3.框架柱内力表。框架柱内力组合表见表5.4,5.5,5.613 表5.4横向框架A柱弯矩和轴力组合层次截面内力恒载活载地震1.2恒载+1.4活载1.2(恒载+0.5活载)+1.3地震1.35恒载+活载(Mmax)/NNmin/MNmax/M6柱顶M-67.64-16.7699.42-104.63-220.4738.02-108.07-220.4738.02-220.47N133.783.38-20.44165.27189.14135.99183.98189.14135.99189.14V-37.465-8.87641.2387-57.38-103.893.33-59.45-103.893.33-103.89柱底M-65.19-14.7146.79-98.82-147.88-26.23-102.72-147.88-26.23-147.88N172.393.38-20.44211.60235.47182.32236.11235.47182.32235.47V-37.465-8.87641.2387-57.38-103.893.33-59.45-103.893.33-103.893柱顶M-83.84-17.87185.86-125.63-352.95130.29-131.05-352.95130.29-352.95N805.6119.3-176.541133.741267.80808.801206.861267.80808.801267.80V-44.581-10.1995.3136-67.77-183.5264.29-70.38-183.5264.29-183.52柱底M-74.22-18.27152.07-114.64-297.7297.67-118.47-297.7297.67-297.72N844.21119.3-176.541180.071314.13855.131258.981314.13855.131314.13V-44.581-10.1995.3136-67.77-183.5264.29-70.38-183.5264.29-183.521柱顶M-57.91-12.07173.46-86.39-302.23148.76-90.25-302.23148.76-302.23N1171.8196.58-336.531681.371961.601086.621778.511961.601086.621961.60V-19.501-4.063111.255-29.09-170.47118.79-30.39-170.47118.79-170.47柱底M-28.96-6.03322.13-43.19-457.14380.40-45.13-457.14380.40-457.14N1220.31196.58-336.531739.582019.811144.831844.002019.811144.832019.81V-19.501-4.063111.255-29.09-170.47118.79-30.39-170.47118.79-170.47表5.5横向框架B柱弯矩和轴力组合恒载活载地震1.2(恒载+0.5活载)+1.3地震(Mmax)/NNmin/MNmax/M16- 层次截面内力1.2恒载+1.4活载1.35恒载+活载6柱顶M45.069.74135.9467.71-116.81236.6470.57236.64236.6470.57N228.497.56-5.29284.77285.60271.85316.02271.85271.85316.02V29.70854.112362.85541.41-43.59119.8344.22119.83119.8344.22柱底M60.274.8486.9179.10-37.76188.2186.20188.21188.2186.20N267.17.56-5.29331.10331.93318.18368.15318.18318.18368.15V29.70854.112362.85541.41-43.59119.8344.22119.83119.8344.223柱顶M62.061.97257.5477.23-259.15410.4685.75410.46410.4685.75N1129.93206.28-50.481644.711545.311414.061731.691414.061414.061731.69V36.83871.7262145.2846.62-143.62234.1051.46234.10234.1051.46柱底M68.554.15257.5488.07-250.05419.5596.69419.55419.5596.69N1168.54206.28-50.481691.041591.641460.391783.811460.391460.391783.81V36.83871.7262145.2846.62-143.62234.1051.46234.10234.1051.461柱顶M36.770.52396.4744.85-470.98559.8550.16559.85559.8550.16N1621.36338.76-93.212419.902270.062027.722527.602027.722027.722527.60V12.38290.1751136.9315.10-163.04192.9716.89192.97192.9716.89柱底M18.390.26213.4822.43-255.30299.7525.09299.75299.7525.09N1669.87338.76-93.212478.112328.272085.932593.082085.932085.932593.08V12.38290.1751136.9315.10-163.04192.9716.89192.97192.9716.89表5.6横向框C柱弯矩和轴力组合层次截面内力恒载活载地震1.2恒载+1.4活载1.2(恒载+0.5活载)+1.3地震1.35恒载+活载(Mmax)/NNmin/MNmax/M6M46.0715.6790.5777.22-53.06182.4377.86182.43-53.06182.4316- 柱顶N100.742.4225.71124.2888.92155.76138.42155.7688.92155.76V22.05927.843837.56637.45-17.6680.0137.6280.01-17.6680.01柱底M32.1412.1442.6255.56-9.55101.2655.53101.26-9.55101.26N139.352.4225.71170.61135.25202.10190.54202.10135.25202.10V22.05927.843837.56637.45-17.6680.0137.6280.01-17.6680.013柱顶M14.178.46169.328.85-198.01242.1727.59242.17-198.01242.17N665.8285.22227.22918.29554.731145.50984.081145.50554.731145.50V10.18775.1786.82119.46-97.54128.1918.92128.19-97.54128.19柱底M21.959.87138.5240.16-147.81212.3439.50212.34-147.81212.34N704.4385.22227.22964.62601.061191.831036.201191.83601.061191.83V10.18775.1786.82119.46-97.54128.1918.92128.19-97.54128.191柱顶M4.824.76166.1712.45-207.38224.6611.27224.66-207.38224.66N972140.42421.741362.99702.391798.911452.621798.91702.391798.91V1.623061.6029108.014.19-137.50143.323.79143.32-137.50143.32柱底M2.412.38314.966.22-405.13413.775.63413.77-405.13413.77N1020.51140.42421.741421.20760.601857.131518.111857.13760.601857.13V1.623061.6029108.014.19-137.50143.323.79143.32-137.50143.3216- 第六章框架梁柱配筋第一节框架横梁配筋根据横梁控制截面内力设计值，利用受弯构件正截面承载力和斜截面承载力计算公式，算出所需纵筋及箍筋，并进行配筋。弯矩调幅：考虑到塑性内力重分布，现浇框架的支座调幅系数可采用0.8～0.9，折中取0.85，跨中弯矩为组合得最不利内力，故不必调整。材料：C30混凝土：fc=14.3N/㎜2，ft=1.43N/㎜2HPB235钢筋：fy=210N/㎜2，HRB335钢筋fy=300N/㎜2截面：横梁截面尺寸为：b×h=250㎜×700㎜采用单筋矩形截面公式，取αs=35㎜，则：ho=ho`=700－35=665㎜(单排筋)框架横梁正截面承载力计算表9-1框架横梁正截面承载力构件参数C截面CB跨中截面B左截面B右截面BA跨中截面A截面上部下部上部下部上部下部上部下部二层梁M-85.170　77.70384.316　-143.844　77.70364.058　as0.050　0.0460.050　0.085　0.0460.039　ξ0.051　0.0470.051　0.089　0.0470.040　As328.647　299.124325.263　565.844　299.124253.366　实配钢筋2Φ18+2Φ16　4Φ162Φ18+2Φ16　2Φ18+2Φ16　4Φ162Φ18+2Φ16　实配钢筋面积911　804911　911　804911　备注：梁截面b*h=300*650mm2，C30砼：fc=14.3N/mm2，ft=1.43N/mm2，HPB235钢筋fy=210N/mm，HRB335钢筋fy=300N/mm，单筋矩形截面as=35mm，ho=h-as=700-35=665mm（单排）。框架横梁斜截面承载力计算箍筋按构造配置，加密区Φ8@100,非加密区Φ8@200。第二节框架柱配筋柱的配筋采用对称式（以利于不同方向风荷载的作用），其内力均由前表查出最不利者，作为计算值。材料：C30混凝土：fc=14.3N/㎜2，ft=1.43N/㎜2HRB335钢筋fy=300N/㎜2，ξb=0.55截面：柱截面均为：b×h=400㎜×500㎜30 取αs=40㎜，则：ho=ho`=500－40=460㎜1、框架柱抗压弯承载力计算表9-3柱配筋B柱位置一层组合|Mmax|NmaxNminM(KNm)85.01611.358-30.219N(KN)1214.2781387.6941085.985eo(mm)70828ea(mm)202020ei(mm)902848lo560056005600lo/h15.00015.00015.000ei/ho0.1960.0610.104实取ξ10.730.370.48实取ξ21.001.001.00η1.6001.9711.742ηei143.98155.53883.312eib,min＜ηei＜ηei＜ηeiNb(KN)＞N＞N＞Nx212.3242.6189.9e354266293Ne429.832368.486318.533αfcbx(ho-0.5x)429.681470.009396.462As=As`1.2-803.0-618.50.002bh＞As`＜As`＜As`实配钢筋1Φ16＋2Φ18实配钢筋面积710备注：ηei＞eib,min=0.3ho=0.3*360=138mm，且N≤Nb=afcbξbho=1.0*14.3*400*0.55*460/1000=1447KN，为大偏心受压。取as=as`=40mm，ho=500-40=460mm，一层lo=5400，由N=αfcbx+fy`As`-fyAs，As=As`，得x=N/αfcb，2as=2*40=80mm，e=ηei+0.5h-as，最小配筋0.002bh=0.002*400*500=320mm22、框架柱抗剪承载力计算箍筋按构造配置，加密区Φ8@100,非加密区Φ8@200。30 第七章楼盖设计第一节设计资料（1）楼面做法：钢筋混凝土现浇板，20mm石灰砂浆抹底，瓷砖面层。（2）楼面荷载：均布活荷载标准值2kN/m2（3）材料：混凝土强度等级为C25；梁内受力纵筋为HRB335，其余为HPB235钢筋第二节板的设计（弹性理论）二层楼板结构布置图（1）荷载计算恒荷载标准值：楼面均布恒荷载标准值3.29KN/㎡活荷载标准值：楼面均布活荷载标准值2.0KN/㎡荷载设计值g=1.2×3.29=4.404kN/m2，q=1.4×2.0=2.8kN/m2q/2=1.4kN/m2，g+q/2=5.804kN/m2，g+q=7.204kN/m（2）弯矩计算弯矩值计算表ABl01(m)1.62.4l02(m)3.03.0l01/l020.5330.6030 m1(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×1.62+(0.0232+0.2×0.0810)×1.4×1.62=1.06(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×2.42+(0.0535+0.2×0.0099)×1.4×2.42=1.35m2(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×1.62+(0.0810+0.2×0.0232)×1.4×1.62=0.84(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×2.42+(0.0099+0.2×0.0535)×1.4×2.42=0.96m’1-0.0817×7.204×1.62=-3.34-0.0817×7.204×2.42=-3.58m’2-0.0571×7.204×1.62=-1.61-0.0571×7.204×2.42=-2.35CDl01(m)4.04.5l02(m)5.05.0l01/l020.800.90m1(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×4.02+(0.0232+0.2×0.0810)×1.4×4.02=4.23(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×4.52+(0.0535+0.2×0.0099)×1.4×4.52=4.94m2(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×4.02+(0.0810+0.2×0.0232)×1.4×4.02=3.05(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×4.52+(0.0099+0.2×0.0535)×1.4×4.52=1.66m’1-0.0817×7.204×4.02=-9.46-0.0817×7.204×4.5=-11.57m’2-0.0571×7.204×4.02=-6.61-0.0571×7.204×4.52=-8.26EFl01(m)1.81.8l02(m)4.04.5l01/l020.450.435m1(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×4.02+(0.0232+0.2×0.0810)×1.4×4.02=4.23(0.0388+0.2×0.0052)×5.804×4.52+(0.0535+0.2×0.0099)×1.4×4.52=4.94m2(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×4.02+(0.0810+0.2×0.0232)×1.4×4.02=3.05(0.0052+0.2×0.0388)×5.804×4.52+(0.0099+0.2×0.0535)×1.4×4.52=1.6630 m’1-0.0817×7.204×4.02=-9.46-0.0817×7.204×4.5=-11.57m’2-0.0571×7.204×4.02=-6.61-0.0571×7.204×4.52=-8.26（3）截面设计截面有效高度：假定选用Φ8钢筋，则l01方向跨中截面的h01=80mm；l02方向跨中截面的h02=70mm；支座截面h0=80mm。最小配筋率ρsmin=0.27%，则Asmin=0.27%×1000×100=270mm2截面设计时取用的弯矩设计值：中间跨的跨中截面及中间支座截面减小20%；边跨跨中截面及楼板边缘算起的第二个支座截面处，当lb/l0<1.5时减小20%，当lb/l0=1.5～2.0时减小10%；楼板的角区格不折减。为了便于计算，近似取γ=0.95，计算过程见下表楼面板配筋计算表跨中截面h0(mm)m(kN∙m)As(mm2)配筋实配As(mm2)Al01方向900.8×1.06=0.84876.3Φ8@180282l02方向800.8×0.84=0.67268.2Φ8@180282Bl01方向901.3599.5Φ8@150335l02方向800.9688.4Φ8@180282Cl01方向900.8×4.23=3.62226.8Φ8@180282l02方向800.8×3.05=2.44174.7Φ8@180282Dl01方向904.94309.5Φ8@150335l02方向801.66118.9Φ8@180282El01方向900.8×4.23=3.62226.8Φ8@180282l02方向800.8×3.05=2.44174.7Φ8@180282Fl01方向904.94309.5Φ8@150335l02方向801.66118.9Φ8@180282楼面板配筋计算表（续表）支座截面h0(mm)m(kN∙m)As(mm2)配筋实配As(mm2)A-A90-0.8×3.34=-2.62173.5Φ10@160491A-Bl01方向90-0.8×3.58=-2.94186.3Φ10@160491l02方向90-0.8×2.35=-1.60101.5Φ10@16049130 B-B803.58295.5Φ10@100628支座截面h0(mm)m(kN∙m)As(mm2)配筋实配As(mm2)C-C90-0.8×9.46=-7.57474.3Φ10@160491C-Dl01方向90-0.8×11.57=-10.65524.3Φ10@160491l02方向90-0.8×8.26=-6.89401.5Φ10@160491D-D8011.57595.5Φ10@100628支座截面h0(mm)m(kN∙m)As(mm2)配筋实配As(mm2)E-E90-0.8×9.46=-7.57474.3Φ10@160491E-Fl01方向90-0.8×11.57=-10.65524.3Φ10@160491l02方向90-0.8×8.26=-6.89401.5Φ10@160491F-F8011.57595.5Φ10@100628第八章楼梯设计本建筑的楼梯间开间为3.0m，进深为6.7m，其踏步的水平投影长度分别为13×0.28=3.24m，做板式楼梯。楼梯的踢面和踏面均做水磨石层。砼采用C25。第一节梯段板的计算板式梯段板：1、计算简图的确定踏步宽b=280mm，踏步高h=165mm，故tgα=165/280=0.589，楼梯倾角α=32°，所以cosα=0.848取板厚140mm约为板斜长的1/30,L1=3.51m，取板带一米计算。2、荷载计算水磨石面层(0.28+0.165)×0.65/0.28=1.06KN/m三角形踏步0.5×0.28×0.165×25/0.28=1.875KN/m混凝土斜板0.14×25/0.848=4.13KN/m10厚板底抹灰0.01×17/0.848=0.20KN/m恒载Σg=7.265KN/m活载q=3.5×1=3.5KN/m总荷载P=1.2g+1.4q=1.2×6.49+1.4×3.5=12.69KN/m3、内力计算30 板的宽度大且剪力小，故不进行抗剪计算，只进行抗弯计算。M=Pl2=×12.69×3.242=18.71KNm4、配筋计算板中as=20mm，故h0=h-as=120-20=100mmαs===0.08查表得：ξ=0.08∴AS=ξbh0=0.071××1000×100=773.93mm2选φ12@140，(AS=754mm2)分布筋每级踏步一根φ8。第二节平台板计算1、设平台板板厚为80mm，取1m宽板带计算。2、荷载计算水磨石面层0.65KN/m80厚混凝土板0.08×25=2KN/m10厚板底抹灰0.01×17=0.17KN/m恒载Σg=2.82KN/m活载q=3.5×1=3.5KN/m总荷载P=1.2g+1.4q=1.2×2.82+1.4×3.5=8.284KN/m3、内力计算M1=Pl2=×8.284×1.22=5.52KNmM2=Pl2=×8.284×1.262=6.40KNm4、配筋计算1.板中as=20mm，故h0=h-as=80-20=60mmαs===0.059查表得：ξ=0.06∴AS=ξbh0=0.06××1000×60=286mm2选φ8@150，(AS=335mm2)2.板中as=20mm，故h0=h-as=80-20=60mmαs===0.1130 查表得：ξ=0.12∴AS=ξbh0=0.12××1000×60=572mm2选φ8@140，(AS=561mm2)第三节平台梁计算(1)设平台梁的截面尺寸为200mm×400mm(2)、荷载计算梁自重0.2×(0.40-0.08)×25=1.35KN/m平台板粉刷0.02×(0.40-0.07)×2×17=0.19KN/m平台板传来2.82×2.06/2=2.9KN/m梯段板传来7.265×3.84/2=13.95KN/m恒载Σg=18.39KN/m活载q=3.5×(3.84/2+2.06/2)=10.325KN/m总荷载P=1.2g+1.4q=1.2×18.39+1.4×10.325=36.32KN/m(3)、内力计算M=Pl2=×36.32×(2.6×1.05)2=57.86KNmQ=Pl=×36.32×2.6=61.74KN(4)、配筋计算①、正截面配筋计算截面按倒L形计算，b=b+5h=200+5×80=600mm,梁的有效高度h=400-35=365mm.经判别属第一类T形截面。αs===0.058ξ=0.06∴AS=ξbh0=0.06××600×365=902mm2选配3Φ20，AS＝942mm。②、斜截面配筋计算配置φ8@200箍筋，则斜截面受剪承载力为V=0.7ftbh0+1.25fyh0＝0.7×1.57×200×365+1.25×210××365=92.64KN>61.74KN.满足要求。30 第九章.基础设计第一节设计资料1、基础类型及基础材料该工程框架层数不多，地基较均匀，且柱距较大，故选择独立柱基础。混凝土C20，fc=9.6N/mm2，ft=1.1N/mm2,采用HPB235级钢筋，fy=210N/mm2,垫层混凝土C10,厚100mm。2、依据规范《建筑地基基础设计规范》（GB50007--2002）《混凝土结构设计规范》（GB50010--2002）3、修正地基承载力修正后的地基承载力特征值：假定基础高度为300＋300＋300=900㎜,基础埋深d=1500㎜,地基承载力设计值f=195KN/㎡。地基承载力特征值修正，ηb=0.3,ηd=1.6。fa=fak＋ηbγ(b－3)＋ηdγo(d－0.5)=195＋1.6×20×(1.55－0.5)=227.0KN/m3γo为基础与其上填土的平均重度，γo=20KN/m3。第二节基础计算(一)确定基础底面尺寸从内力组合表选出一组最不利内力组合为：M2=77.69kN·m，N2=845.83kN，V2=39.48kN，FK=N2+FD=845.83+75.48=921.31kN。按轴心受压初估基底面积：A2=FK/(fK-γGd)=921.31/(284-20×1.55)=5.45㎡考虑偏心荷载作用，将基底面积扩大1.2倍：A=1.2A2=1.2×5.45=6.54㎡故取基底尺寸为2.3m×2.9m，A=6.67㎡。(二)地基承载力验算基础及回填土重：GK=γGdA=20×1.55×2.3×2.9=206.77kN总垂直荷载：FK+GK=921.31+206.77=1128.08kN基底的总力矩：MK=M1+Vh+MC=77.69+39.48×1.05+9.44=128.58kN•m总荷载的偏心矩：e=128.58/1128.08=0.11mFl=81.77kN故基础高度足够，满足抗冲切承载力要求。2、基础变阶处1-1截面Ⅰ1-Ⅰ1由图知h0=700-50=650mm，台阶宽b1=0.4m,b2=0.35m。Fl=PjAl=Pe,max[(l/2-l0/2-b1-h0)×b-(b/2-b0/2-b2-h0)2]=178.01×[(2.9/2-0.5/2-0.4-0.65)×2.3-(2.3/2-0.35/2-0.35-0.65)2]=61.30kNam=(at+ab)/2=(1.05+2.2)/2=1.625m∴0.7βhpftamh0=0.7×0.98×1100×1.625×0.65=797.05kN>Fl=61.30kN故基础高度足够，满足抗冲切承载力要求。3、基础变阶处2-2截面Ⅰ2-Ⅰ230 由图知h0=350-50=300mm，台阶宽b1=0.4m,b2=0.35m。Fl=PjAl=Pe,max[(b1-h0)×b-(b2-h0)2]=178.01×[(0.4-0.30)×2.3-(0.35-0.3)2]=40.50kNam=(at+ab)/2=(1.75+2.2)/2=1.975m∴0.7βhpftamh0=0.7×0.98×1100×1.975×0.30=447.10kN>Fl=40.50kN故基础高度足够，满足抗冲切承载力要求。基础底板配筋计算1、沿基础长边方向(1)柱与基础交接处截面Ⅰ-ⅠPe,min=Fk/A-Mk/W=921.31/6.67-128.58/3.224=98.25kPa截面Ⅰ-Ⅰ基底反力：PeⅠ=98.25+(191.6-98.25)×1.7/2.9=152.97kPaMⅠ=(Pe,max+PeⅠ)(l-l0)2(2b+b0)/48=(191.6+152.97)×(2.9-0.5)2×(2×2.3+0.35)/48=204.67kN•mAsⅠ=MⅠ/(0.9fyh0Ⅰ)=204.67×106/(0.9×300×1000)=758mm2(2)基础变阶处1-1截面Ⅰ1-Ⅰ1PeⅠ1=98.25+(191.6-98.25)×2.1/2.9=165.85kPaMⅠ1=(Pe,max+PeⅠ1)(l-l0)2(2b+b0)/48=(191.6+165.85)×(2.9-1.3)2×(2×2.3+1.05)/48=107.71kN•mAsⅠ1=MⅠ1/(0.9fyh0Ⅰ)=107.71×106/(0.9×300×650)=614mm2(3)基础变阶处2-2截面Ⅰ2-Ⅰ2PeⅠ2=98.25+(191.6-98.25)×2.5/2.9=178.72kPaMⅠ2=(Pe,max+PeⅠ2)(l-l0)2(2b+b0)/48=(191.6+178.72)×(2.9-2.1)2×(2×2.3+1.75)/48=31.35kN•mAsⅠ2=MⅠ2/(0.9fyh0Ⅰ)=31.35×106/(0.9×300×300)=387mm2故基础沿长边方向应按AsⅠ=758mm2配筋，按构造配置钢筋二级Ф10@200，As=393×2.3=904mm2。2、沿基础短边方向按轴心受压考虑，Pe=Pk/A=921.31/6.67=138.13kPa。(1)柱与基础交接处截面Ⅱ-ⅡMⅡ=Pe(b-b0)2(2l+l0)/24=138.13×(2.3-0.35)2(2×2.9+0.5)/24=137.88kN•m30 沿短边方向的钢筋一般置于沿长边方向钢筋的上面，所以截面Ⅱ-Ⅱ的有效高度为h0Ⅱ=h0Ⅰ-dAsⅡ=MⅡ/(0.9fyh0Ⅱ)=137.88×106/(0.9×300×(1000-10))=516mm2(2)基础变阶处1-1截面Ⅱ1-Ⅱ1MⅡ1=Pe(b-b0)2(2l+l0)/24=138.13×(2.3-1.05)2(2×2.9+1.3)/24=63.85kN•mAsⅡ1=MⅡ1/(0.9fyh0Ⅱ)=63.85×106/(0.9×300×(650-10))=370mm2(3)基础变阶处2-2截面Ⅱ2-Ⅱ2MⅡ2=Pe(b-b0)2(2l+l0)/24=138.13×(2.3-1.75)2(2×2.9+2.1)/24=13.75kN•mAsⅡ2=MⅡ2/(0.9fyh0Ⅱ)=13.75×106/(0.9×300×(300-10))=176mm2故基础沿短边方向应按AsⅡ=516mm2配筋，按构造配置钢筋二级Ф10@200，As=393×2.9=1140mm2。30 参考文献[1]中华人民共和国国家标准.砌体结构设计规范（GB50003-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[2]中华人民共和国国家标准.建筑地基基础设计规范（GB50007-2002）.北京：中国建筑工业出版社，2002[3]中华人民共和国国家标准.建筑结构荷载规范（GB50009-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[4]中华人民共和国国家标准.混凝土结构设计规范（GB50010-2002）.北京：中国建筑工业出版社，2002[5]中华人民共和国国家标准.建筑抗震设计规范（GB50011-2001）.北京：中国建筑工业出版社，2001[6]董军张伟郁顾建平.土木工程专业毕业设计指南.房屋建筑工程分册北京：中国水利水电出版社，2002[7]杨志勇.土木工程专业毕业设计手册武汉:武汉理工大学出版社，2003.3[8]王小红罗建阳.建筑结构CCB—PKPM软件应用.北京：中国建筑工业出版社，2004.7[9]叶列平.混凝土结构（上）北京：清华大学出版社，2001.130'