某六层框架办公楼结构毕业设计计算书 - secret - 图文

第一章 设计任务及基本要求

1.1 设计原始资料 1.1.1 工程概况

该工程为六层办公楼，主体为现浇钢筋混凝土框架结构，占地面积为1310㎡，建筑面积5240㎡，建筑物共6层，底层层高5.1m，标准层层高3.6m，顶层层高4.5m，总高度25.5m，室内外高差0.450m，基础顶面距离室外地面1.05m，基础采用柱下独立基础。

该办公楼主要以层为单元出租，每层为一个独立的单元，拥有接待室、会议室、档案室、普通办公室、专用办公室等。楼内设有两个电梯三个楼梯，主、次楼梯开间均为3m，进深均为6.6m，楼梯的布置均符合消防、抗震的要求。 1.1.2 设计条件 一、抗震设防烈度：7度设防，抗震设计分组为第一组，设计基本地震加速度值为0.1g； 二、基本风压： 0.55KN/m2，B类粗糙度； 三、雪荷载标准值：0.2KN/m；

四、结构体系：现浇钢筋混凝土框架结构。

五、工程地质条件：拟建场地地形平坦，土质分布具体情况见表，II类场地土。地下稳定水位距地表-9m，表中给定土层深度由自然地坪算起。建筑地点冰冻深度-0.5m。

表1-1 建筑地层一览表

序号 1 2 3 4 岩土 深度 杂填土 粉土 中粗砂 砾砂 土层 深度 （m） 0.0—1.2 1.2—2.0 2.0—4.8 4.8—15.0 厚度 范围 （m） 1.2 0.8 2.8 10.2 地基土 承载力（kPa） --- 200 300 350 压缩 模量 （mPa） --- 5.0 9.5 21.0 2

1.2 建筑设计任务及要求

一、基本要求：

满足建筑功能要求，根据已有的设计规范，遵循建筑设计适用、经济合理、技术先进、造型美观的原则，对建筑方案分析其合理性，绘制建筑施工图。

二、规定绘制的建筑施工图为：

1、底层、标准层及顶层平面图：比例 1：150（图1-1） 2、主要立面图：比例 1：150（图1-2，图1-3） 3、屋面排水布置图：比例 1：150 4、剖面图：比例 1：150

5、墙身大样及节点详图：比例 1：100及1：10

1

图1-1 标准层平面图

2

图1-2 ○1-○9轴立面图

3

图1-3 ○E-○A轴立面图 4

1.3结构设计任务及要求

一、基本要求：

在建筑方案设计的基础上，正确选择合理的结构形式，结构体系和结构布置，掌握高层建筑结构的计算方法和基本构造要求，绘制施工详图。

二、规定绘制的结构施工图为： 1、结构平面布置图：比例 1：150 2、一榀框架结构配筋图：比例 1：150 3、屋面板、楼面板的配筋图：比例 1：150 4、楼梯配筋图：比例 1：100 5、基础设计图：1张 三、结构设计计算书内容：

说明结构方案如何确定的，材料选择。列出结构设计计算过程中采用的计算方法、计算假定、计算原则、计算简图、内力图及计算结果。

第二章 建筑设计说明 2.1建筑平面设计 2.1.1建筑平面布置

一、建筑结构方案：对于建筑物的土质和所在地区的抗震等要求，选择框架结构和桩基础，具体见结构施工图。

二、平面组合：

对于办公楼来说，首先要保证其用途，并且符合经济合理的要求，在平面布置上符合抗震和消防的要求，已经在办公楼适合的位置设置抗震缝。在消防方面，楼梯的布置和走廊的长度、宽度均已符合设计规范要求。

三、交通组织及防火疏散设计：

在垂直的交通方面，在适合的位置都已设置了楼梯，并加设了消防通道。考虑到防火疏散的要求，办公楼楼的走廊适当的放宽。

四、采光通风：根据该建筑物的性质，将窗台安排到离地面900mm的高度，以保证有足够的采光和通风。

2.1.2柱网布置

5

图2-1 柱网布置图

2.2剖面设计 2.2.1房间各部分高度

1、层高和净高：底层层高5.1m，净高3.5m；标准层层高3.6m，净高3.5m；顶层层高4.5m，净高4.4m。

2、室内外高差：0.45m。

3、窗面及窗高: 窗面距楼面为0.9m，窗高为1.8m。

2.2.2屋面构造说明（从上到下）

1、保护层；现浇40厚细石混凝土 2、防水层：捷罗克防水层（厚8mm） 3、找平层：20厚1：3水泥砂浆找平

4、保温兼找坡层：膨胀珍珠岩砂浆找坡（平均厚140mm） 5、结构层：100厚钢筋混凝土屋面板 6、10厚纸浆石灰泥粉平 7、V型轻钢龙骨吊顶

2.2.3楼面构造说明（从上到下）

1、面层：水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底） 2、结构层：100厚钢筋混凝土楼面板 3、10厚纸浆石灰泥粉平 4、V型轻钢龙骨吊顶

2.2.4 地面构造说明（从上到下）

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1、面层：水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底） 2、结构层：100厚钢筋混凝土楼面板 3、70厚碎石或碎砖 4、素土夯实

2.2.5 墙体构造说明

一、外墙面 1、外刷防水涂料 2、8厚混合砂浆找平 3、12厚水泥砂浆打底

4、240厚墙体层（采用粉煤灰空心砌块） 二、内墙面

1、内墙涂料二度刷面 2、20厚混合砂浆找平

3、240厚墙体层（采用粉煤灰空心砌块）

2.3 立面设计 2.3.1 外墙面做法

1、相对标高+1.050以上外墙面用12厚水泥砂浆打底，8厚混合砂浆找平，外墙防水涂料二度，颜色为粉蓝色，线脚颜色为褐色。

2、相对标高+1.050至室外地面间外墙用12厚水泥砂浆打底，外贴300×300的仿大理石墙面砖。

第三章 结构设计

3.1 结构方案的选择及结构布置 3.1.1 结构方案的确定

考虑到现浇钢筋混凝土框架结构建筑平面布置灵活，能够获得较大的使用空间，建筑立面容易处理，可以适应不同房屋造型，故本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构。

3.1.2 基础类型的确定

根据施工场地、地基条件、场地周围的环境条件，选择柱下独立基础。

3.1.3 结构构件截面尺寸和材料的选择

一、基础顶面设计标高的确定

根据地质勘察报告的建议，地基持力层可设在中粗沙层上，该层距室外地面2.0m—4.8m之间，现选用桩基础，故取基础顶面距离室外设计地面1.05m处。

二、楼板厚度的确定

根据平面布置，单向板的最大跨度为3m， 按刚度条件，板厚为l/40=3000/40=75mm；

7

按构造要求，现浇钢筋混凝土单向板的最小厚度为60mm； 综合荷载等情况考虑，取板厚h=100mm. 三、次梁截面尺寸确定

根据平面布置，次梁的最大跨度为8100mm，

次梁高h=(1/18—1/12)l=(1/18—1/12)8100=450mm—1013mm，取h=700mm； 次梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)700=350mm—233mm，取b=300mm 四、框架梁截面尺寸确定 1、横向框架梁：

横向框架梁的最大跨度为6600mm，

横向框架梁高h=(1/8—1/12)l=(1/8—1/12)6600=825mm—550mm，取h=750mm； 横向框架梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)750=375mm—250mm， 取b=350mm 2、 纵向框架梁：

纵向框架梁高h=(1/8—1/12)l=(1/8—1/12)6600=825mm—550mm，取h=750mm； 纵向框架梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)750=375mm—250mm， 取b=350mm 五、框架柱截面尺寸确定

对于多层框架，无论从受力的角度，还是柱的净高而言，都以底层最为不利。底层层高H=5.1m，柱截面高度取h=(1/15—1/20)H=(1/15—1/20)5100=340mm—255mm。

又对于抗震设防烈度为7度，房屋高度为22.5m<30m，即抗震等级为三级的框架结构，为保证柱有足够的延性，需要限制柱的轴压比，柱截面面积应满足下式：A?8.1+7.26.6+4.5N=(2×1.4+11)×××6=3515KN，再扩大1.2—1.3倍，则

22N，其中λfc4218×103N=3515×1.2=4218KN，即A≥=280639mm2，bc=hc=530mm，综合考虑取

0.9×16.7bc=hc=550mm。

六、材料选择 1、混凝土强度等级：

除基础垫层混凝土选用C10，基础选用C25外，基础以上各层混凝土均选用C35。 2、钢筋级别：

框架梁、柱等主要构件的纵向受力钢筋选择HRB335级钢筋；构造钢筋、箍筋及板内钢筋选用HPB235。

3.2 框架荷载计算

选取结构平面布置图中第○8轴线处框架KJ8作具体计算。 3.2.1 板面荷载计算

8

一、屋面荷载 1、恒荷载标准值：

现浇40厚细石混凝土 22×0.04=0.88KN/㎡ 捷罗克防水层（厚8mm） 0.10KN/㎡ 20厚1：3水泥砂浆找平 20×0.02=0.40KN/㎡ 膨胀珍珠岩砂浆找坡（平均厚140mm） 14×0.14=1.96KN/㎡ 100厚钢筋混凝土屋面板 25×0.10=2.50KN/㎡ 10厚纸浆石灰泥粉平 16×0.01=0.16KN/㎡ V型轻钢龙骨吊顶 0.25KN/㎡ 合计 6.25KN/㎡ 2、活荷载标准值： 按上人屋面，取2.0KN/㎡

二、楼面荷载 1、恒荷载标准值：

水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底） 0.65KN/㎡ 100厚钢筋混凝土屋面板 25×0.10=2.50KN/㎡ 10厚纸浆石灰泥粉平 16×0.01=0.16KN/㎡ V型轻钢龙骨吊顶 0.25KN/㎡ 合计 3.56KN/㎡ 2、活荷载标准值： 按“办公楼”一栏取，取2.0KN/㎡

3.2.2 梁柱自重

1、横向框架梁（750×350）：0.35×（0.75-0.1）×25=5.688KN/m 2、纵向框架梁（750×350）：0.35×（0.75-0.1）×25=5.688KN/m 3、次梁（700×300）： 0.3×（0.7-0.1）×25=5.25KN/m 4、框架柱（550×550）： 考虑柱装修重0.5KN/m

顶层柱： 0.55×0.55×4.5×25＋0.55×4×4.5×0.5=39KN 标准层柱：0.55×0.55×3.6×25＋0.55×4×3.6×0.5=31.2KN 底层柱： 0.55×0.55×5.1×25＋0.55×4×5.1×0.5=44.2KN

3.2.3 门窗自重

1、门：除底层大门为玻璃门外，其余均为木门。 木门自重：0.2KN/㎡。

2、窗：均采用塑钢玻璃窗。

窗自重：0.3KN/㎡。

3.2.3 雨蓬

本建筑物雨蓬均采用钢结构雨蓬，向厂家统一订购，并按规定进行安装。

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3.3 板的内力及配筋计算 3.3.1 屋面板计算

一、单向板部分屋面板 1、荷载计算

1) 恒荷载：gk=6.25KN/㎡ 2) 活荷载：qk=2.0KN/㎡

3) 荷载组合：1.2gk+1.4qk=1.2×6.25+1.4×2=10.3KN/㎡

1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×6.25+1.4×0.7×2=10.4KN/㎡ 取g+q=10.4KN/㎡ 屋面板的几何尺寸和计算简图见图3-1

(a) 屋面板的几何尺寸

(b) 屋面板的计算简图

图3-1屋面板的几何尺寸和计算简图

2、内力计算

取1m宽板带作为计算单元，按弹性理论计算，各跨的计算跨度l0为各跨支座中心线间的距离lc ,各截面弯矩用弯矩分配法计算得：

图3-2 屋面板各截面弯矩计算（弯矩分配法）(单位：KN·m)

3、正截面承载力计算：取板的截面有效高度h0=100-15=85mm。

表3-1 屋面板正截面承载力计算

实配钢筋MM1?1?2αM 20As=(mm) 选配钢筋 α0=2 γ?截面 面积 0γhfbh0fc(KN·m) 00y2（mm2） A-B跨中 4.05 0.034 0.983 231 8＠200 251 B支座 -5.7 0.047 0.976 327 8＠110 457 10

B-C跨中 1.55 0.013 0.993 87 C支座 -3.8 0.031 0.984 216 C-D跨中 2.2 0.018 0.991 124 D支座 -4.43 0.037 0.981 253 D-E跨中 2.25 0.019 0.990 127 E支座 -3.67 0.030 0.985 209 E-F跨中 1.24 0.010 0.955 70 F支座 -6.46 0.054 0.972 372 E-G跨中 4.66 0.039 0.980 266 G支座 -7.62 0.063 0.967 441 G-H跨中 2.99 0.025 0.987 170 H支座 -9.8 0.081 0.958 573 H-I跨中 6.8 0.056 0.971 392 二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格） 1.荷载设计值

恒荷载：gk=6.25KN/㎡ g=1.4×6.25=8.75KN/㎡ 活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡ 荷载组合： g+q=8.75+2.4=11.15KN/㎡ g+

2.弯矩计算

计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取υc=0.2 A区格板：

q2.4=8.75+=9.95KN/㎡ 226＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠110 8＠110 8＠110 8＠200 8＠85 8＠110 141 251 141 251 141 251 141 457 457 457 251 592 457 q2.4==1.2KN/㎡ 22l013==0.67 l024.5q作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时2跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+

q±作用下的跨中弯矩值两者之和。 2支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。

q2q2m1?(m1?υm2)(g?)l01?(m1?υm2)l01 22?(0.0333?0.2?0.0104)?9.95?32?(0.0717?0.2?0.0284)?1.2?32?4KN?m/mq2q2m2?(m2?υm1)(g?)l01?(m2?υm1)l01 22?(0.0104?0.2?0.0333)?9.95?32?(0.0284?0.2?0.0717)?1.2?32?2KN?m/m11

'''2m1?m1??0.0751(g?q)l01??0.075?11.15?32??7.54KN?m/mm?m??0.0570(g?q)l'2''2201??0.057?11.15?3??5.72KN?m/m2

3.截面设计 截面有效高度：选用

8钢筋作为受力主筋，则

d2?100-15-?81mm， 28l01横向跨中截面的h01?h-c-l02纵向跨中截面的h02?h-c-支座截面处的h0均为81mm。

3d3?8?100-15-?73mm，

22截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算： A区格跨中截面折减200/0，A区格四周支座折减200/0 计算配筋量时，取内力臂系数γs=0.95，则

表3-2 屋面板双向板配筋计算

m实配 AS=h0 m 0.95h0fy实配钢筋 钢筋面积 截面 (mm) (KN·m/m) (mm2/m) (mm2/m) 跨中l01方向 81 4×0.8=3.2 198 8＠200 251 跨中l02方向 73 2×0.8=1.6 99 8＠200 251 支座l01方向 81 -7.54×0.8=-6.03 373 8＠130 387 支座l02方向 73 -5.72×0.8=-4.58 283 8＠170 296 3.3.2 楼面板的内力计算

一、单向板部分 1、荷载计算

1) 恒荷载：gk=3.56KN/㎡

2) 活荷载： 按办公楼取，qk=2.0KN/㎡

3) 荷载组合：1.2gk+1.4qk=1.2×3.56+1.4×2=7.07KN/㎡

1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×3.56+1.4×0.7×2=6.77KN/㎡ 取g+q=7.07KN/㎡ 楼面板的几何尺寸和计算简图见图3-3

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(a) 楼面板的几何尺寸

(b) 楼面板的计算简图

图3-3 楼面板的几何尺寸和计算简图

2、内力计算

取1m宽板带作为计算单元，按弹性理论计算，各跨的计算跨度l0为各跨支座中心线间的距离lc ,各截面弯矩用弯矩分配法计算得：

图3-4 楼面板各截面弯矩(单位：KN·m)

3、正截面承载力计算

取板的截面有效高度h0=100-15=85mm

表3-3 楼面板正截面承载力计算

截面 A-B跨中 B支座 B-C跨中 C支座 C-D跨中 D支座 D-E跨中 E支座 E-F跨中 F支座 F-G跨中 G支座 M M α0?2bh0fc(KN·m) γ0?1?1?2α02 MAs?γ0h0fy(mm) 2选配钢筋 6＠170 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠200 6＠200 8＠170 2.74 -3.86 1.06 -2.58 1.48 -3.01 1.53 -2.49 -0.85 -4.37 3.18 -5.18 0.023 0.032 0.009 0.021 0.012 0.025 0.013 0.021 0.007 0.036 0.026 0.043 0.988 0.984 0.995 0.989 0.994 0.987 0.993 0.989 0.996 0.982 0.987 0.978 13

155 220 60 146 83 171 86 141 48 249 180 297 实配钢筋面积 （mm2） 166 251 141 251 141 251 141 251 141 251 141 296

G-H跨中 2.03 0.017 0.991 115 H支座 -6.67 0.055 0.972 384 H-I跨中 4.62 0.038 0.981 264 二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格） 1、荷载设计值

恒荷载：gk=3.56N/㎡ g=1.4×3.56=4.98KN/㎡ 活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡ 荷载组合： g+q=4.98+2.4=7.38KN/㎡

2.4q g+ =4.98+=6.18KN/㎡

226＠200 8＠130 8＠170 141 387 296

q2.4==1.2KN/㎡ 222、弯矩计算

计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取υc=0.2 A区格板：

l013??0.67 l024.5q作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时2跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+

?q作用下的跨中弯矩值两者之和。 2支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。

q2q2m1=(m1+υm2)(g+)l01+(m1+υm2)l0122

=(0.0333+0.2×0.0104)×6.18×32+(0.0717+0.2×0.0284)×1.2×32=2.8KN?m/mq2q2m2=(m2+υm1)(g+)l01+(m2+υm1)l0122

=(0.0104+0.2×0.0333)×6.18×32+(0.0284+0.2×0.0717)×1.2×32=1.4KN?m/m'''2m1=m1=-0.0751(g+q)l01=-0.075×7.38×32=-4.99KN?m/m '2m'2=m'2=-0.0570(g+q)l01=-0.057×7.38×32=-3.79KN?m/m

3、截面设计 截面有效高度：选用

8钢筋作为受力主筋，则

d8l01横向跨中截面的h01=h-c- =100-15-=81mm，

22l02纵向跨中截面的h02=h-c-

3d3×8=100-15-=73mm， 22支座截面处的h0均为81mm。

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截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算： A区格跨中截面折减2000，A区格四周支座折减2000 计算配筋量时，取内力臂系数γs=0.95，则

表3-4 楼面双向板配筋计算

截面 跨中l01方向 跨中l02方向 支座l01方向 支座l02方向 h0 （mm） 81 73 81 73 m (KN·m/m) 2.8×0.8=2.24 1.4×0.8=1.12 -4.99×0.8=-3.99 -3.79×0.8=-3.03 m实配 AS=0.95h0fy实配钢筋 钢筋面积 (mm2/m) 138.6 76.9 247 188 8＠200 8＠200 8＠200 8＠200 (mm2/m) 251 251 251 251 3.4 次梁内力及配筋计算

3.4.1 屋面次梁内力计算(取L1计算)

一、荷载设计值

1. 恒荷载：由板传来： 6.25×3=18.75KN/m 次梁自重： 5.25KN/m 合计： gk=24KN/m 2. 活荷载： qk=2×3=6KN/m 3. 荷载组合设计值

g+q=1.2 gk+1.4 qk=1.2×24+1.4×6=37.2KN/m

g+q=1.35gk+1.4×0.7 qk=1.35×24+1.4×0.7×6=38.28KN/m

取g+q=38.28KN/m (单向板部分的荷载设计值)

4. 双向板部分的荷载设计值 3-○4轴间：l○5-○6轴间：l○

0x

/l0y=4.5/3=1.5<2， 故为双向板； /l0y=3/3=1<2， 故为双向板。

0x

双向板部分次梁承受的最大荷载g+q=38.28KN/m 将梯形分布荷载化为等效的均布荷载：

1.521.53)-()]?38.28?28.36KN/m 4.54.5gE=(1-2α2-α3)q=[1-2(将三角形分布荷载化为等效的均布荷载：

55qE?q??38.28?23.93KN/m

8815

屋面次梁的几何尺寸和计算简图见图3-5

图3-5 屋面次梁的几何尺寸和计算简图

二、内力计算

1、由于各跨跨距相差较大，次梁的弯矩用弹性理论中的弯矩分配法求得，其中各跨的计算跨度l0为各跨轴线间的距离lc 。

图3-6 屋面次梁各截面弯矩(单位：KN·m)

2、内力汇总

表3-5 屋面楼面次梁各截面内力

截面 M(KN·m) V(KN) A 支座 A-B 跨中 B 支座 左 右 -216.6 -172 132 F 支座 左 右 -87 -36 132 B-C 跨中 121 -- F-G 跨中 130 -- C 支座 左 右 -83 -132 64 G 支座 左 右 -186.5 -132 155 C-D 跨中 4 -- G-H 跨中 164 -- D 支座 左 右 -106.7 -64 126 H 支座 左 右 -232.7 -155 172 D-E 跨中 134 -- H-I I 跨中 支座 164 0 -- -103 0 170 103 -- E E-F 支座 截面 跨中 左 右 M(KN·m) -99.5 -40 V(KN) -126 36 -- 3、截面承载力计算 间距8.1m计算）

1) 次梁跨中截面按T形截面进行计算，其翼缘宽度取两者中的较小值（取最大跨轴线

16

l8.1==2.7m33 b'f=b+sn=0.3+3=3.3mb'f= 取b'f=2.7m

判断跨中截面属于哪一类T形截面 取h0=700-35=665mm， 则：

h'f100)=1027.05KN?m>167.1KN·m bhf(h0-)=1000×100×16.7×(665-22'f''fc故属于第一类T形截面。

2) 支座截面按矩形截面计算，均按一排钢筋考虑，取h0=700-35=665mm 3) 次梁正截面受弯承载力计算

表3-6 屋面次梁正截面受弯承载力计算

l0 3M截面 M α=(跨中) 02bh0fc位置 (KN·m) 或 b（支座） 7.2A-B =2.4 170 0.010 3跨中 B -216.6 300 0.098 支座 6.9B-C =2.3 0.007 121 3跨中 C -83 300 0.037 支座 4.5C-D =1.5 0.0004 4 3跨中 D -106.7 300 0.048 支座 6.6D-E =2.2 134 0.008 3跨中 E -99.5 300 0.045 支座 3E-F ?1 -40 0.005 跨中 3F -87 300 0.039 支座 6.9F-G =2.3 0.008 130 3跨中 G 186.5 300 0.084 支座 b'f=ξ?1?1?2α0 0.010<δb 0.103<δb 0.007<δb 0.038<δb 0.0004<δb 0.049<δb 0.008<δb 0.046<δb 0.005<δb 0.040<δb 0.008<δb 0.088<δb 17

MA=1?1?2α0sγ0h0fy γ0?2（mm2） 0.995 0.949 0.997 0.981 1.000 0.976 0.996 0.977 0.998 0.980 0.996 0.956 856 1144 608 424 20 548 674 510 201 445 654 978 实配 选配 钢筋 钢筋 面积 (mm2) 320 941 420 1256 220 628 220 628 220 628 220 628 320 941 220 628 220 628 220 628 320 6941 420 1256

G-H 跨中 H 支座 H-I 跨中 164 -232.7 164 8.1=2.7 30.008 0.105 0.009 0.008<δb 0.111<δb 0.009<δb 0.996 0.945 0.996 825 1234 825 320 941 420 1256 320 941 300 7.2=2.4 34) 次梁斜截面受剪承载力计算 由表3-5得，Vmax=172KN

0.25βcbh0fc=0.25×1.0×300×665×16.7=833KN > Vmax=124KN 则截面尺寸满足要求

0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN > Vmax=124KN 则按构造规定选配箍筋，选配

6＠250

3.4.2 楼面次梁内力计算(取L1计算)

一、荷载设计值

1.恒荷载：由板传来： 3.56×3=10.68KN/m 次梁自重： 5.25KN/m 合计： gk=15.93KN/m 2. 活荷载： qk=2×3=6KN/m 3. 荷载组合设计值(单向板部分的荷载设计值) g+q=1.2 gk+1.4 qk=1.2×15.93+1.4×6=27.52KN/m

g+q=1.35gk+1.4×0.7 qk=1.35×15.93+1.4×0.7×6=27.39KN/m 取g+q=27.52KN/m

4. 双向板部分的荷载设计值 3-○4轴间：l○5-○6轴间：l○

0x

/l0y=4.5/3=1.5<2， 故为双向板； /l0y=3/3=1<2， 故为双向板。

0x

双向板部分次梁承受的最大荷载g+q=27.52KN/m 3-○4轴间：将梯形分布荷载化为等效的均布荷载： ○

gE=(1-2α2-α3)q=[1-2(1.521.53)-()]×27.52=20.39KN/m 4.54.55-○6轴间：将三角形分布荷载化为等效的均布荷载： ○

qE=55q=×27.52=17.2KN/m 88楼面次梁的几何尺寸和计算简图见图3-7

18

图3-7 楼面次梁的几何尺寸和计算简图

二、内力计算

1、由于各跨跨距相差较大，次梁的弯矩用弹性理论中的弯矩分配法求得，其中各跨的计算跨度l0为各跨轴线间的距离lc。

图3-8 楼面次梁各截面弯矩(单位：KN·m)

2、内力汇总

A A-B 支座 跨中 M(KN·m) 0 100 V(KN) 74 -- E支座 E-F 截面 左 右 跨中 M(KN·m) -71.5 -48 V(KN) -91 26 -- 3、截面承载力计算 截面 间距8.1m计算）

表3-7 楼面次梁各截面内力 B 支座 B-C C支座 C-D D支座 左 右 跨中 左 右 跨中 左 右 -155.3 57 -59.5 16 -76.4 -124 95 -- -95 46 -- -46 91 F支座 F-G G支座 G-H H支座 左 右 跨中 左 右 跨中 左 右 -63 66 -133.5 76 -167.1 -26 95 -- -95 111 -- -111 124 D-E 跨中 76 -- H-I I 跨中 支座 78 0 -- -74 1) 次梁跨中截面按T形截面进行计算，其翼缘宽度取两者中的较小值（取最大跨轴线

19

l8.1==2.7m33 b'f=b+sn=0.3+3=3.3mb'f= 取b'f=2.7m

判断跨中截面属于哪一类T形截面 取h0=700-35=665mm， 则：

h'f100)=1027.05KN?m>167.1KN·m bhf(h0-)=1000×100×16.7×(665-22'f''fc故属于第一类T形截面。

2) 支座截面按矩形截面计算，均按一排钢筋考虑，取h0=700-35=665mm 3) 次梁正截面受弯承载力计算

表3-8楼面次梁正截面受弯承载力计算

l0 3M截面 M α=(跨中) 02bh0fc位置 (KN·m) 或 b（支座） 7.2A-B =2.4 100 0.006 3跨中 B -155.3 300 0.070 支座 6.9B-C =2.3 0.003 57 3跨中 C -59.5 300 0.027 支座 4.5C-D =1.5 0.001 16 3跨中 D -76.4 300 0.034 支座 6.6D-E =2.2 76 0.005 3跨中 E -71.5 300 0.032 支座 3E-F ?1 -48 0.006 跨中 3F -63 300 0.028 支座 6.9F-G =2.3 0.010 66 3跨中 G -133.5 300 0.060 支座 b'f=ξ?1?1?2α0 0.006<δb 0.073<δb 0.003<δb 0.027<δb 0.001<δb 0.035<δb 0.005<δb 0.033<δb 0.006<δb 0.028<δb 0.010<δb 0.062<δb 20

MA=1?1?2α0sγ0h0fy γ0?2（mm2） 0.997 0.964 0.998 0.986 0.999 0.983 0.997 0.984 0.997 0.986 0.995 0.969 503 808 286 302 80 390 382 364 241 320 332 691 实配 选配 钢筋 钢筋 面积 (mm2) 218 509 418 1017 216 402 216 402 216 402 216 402 216 402 216 402 216 402 216 402 216 402 318 763

G-H 跨中 H 支座 H-I 跨中 76 -167.1 78 8.1=2.7 30.004 0.075 0.004 0.004<δb 0.078<δb 0.004<δb 0.998 0.961 0.998 382 872 392 216 402 418 1017 216 402 300 7.2=2.4 34) 次梁斜截面受剪承载力计算 由表3-7得，Vmax=124KN

0.25βcbh0fc=0.25×1.0×300×665×16.7=833KN > Vmax=124KN 则截面尺寸满足要求。 0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN > Vmax=124KN 则按构造选配箍筋，选配

6＠250 。

3.5 横向平面框架的内力计算 3.5.1 框架梁柱相对线刚度计算

一、框架柱的惯性矩

bh35504I===7.626×109mm4

1212二、框架梁的惯性矩 矩形截面惯性矩：

bh3350×7503==1.23×1010mm4 I0=1212对中框架KJ8为：

I=2I0=2×1.23×1010=2.46×1010mm4

三、各层框架梁线刚度

表3-9 各层框架梁线刚度

框架梁 位置 跨度l（mm） EI线刚度 lA-○B轴 ○框架梁 4500 2.46×1010E 4500=5.47×106EB-○C轴 ○框架梁 6600 2.46?1010E 6600?3.73?106EC-○D轴 ○框架梁 3000 2.46×1010E 3000=8.20×106ED-○E轴 ○框架梁 6000 2.46×1010E 6000=4.10×106E四、各层框架柱线刚度 表3-10 各层框架柱线刚度

21

框架柱 位置 层高H（mm） 线刚度EI H顶层 框架柱 4500 7.626?109E 4500?1.69?106E标准层 框架柱 3600 7.626?109E 3600?2.12?106E底层 框架柱 5100 7.626?109E 5100?1.50?106E五、各杆件相对线刚度 以○C-○D轴框架梁线刚度相对值为1，则可算得各杆件相对线刚度值，注于图3-9中。

ABCDE

图3-9 各杆件相对线刚度

3.5.2 恒荷载作用下框架的内力计算

一、恒荷载标准值计算

框架横梁上主要承受次梁传来的集中荷载和主梁自重产生的均布荷载，现将主梁自重产生的均布荷载转化为集中荷载，与次梁传来的集中荷载相加，一起进行弯矩分配。

1、屋面层

F1=（6.25×1.15+5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×1.5×7.65=127KN F2=（6.25×2.25＋5.25）×7.65＋5.688×2.25=161KN F3=（6.25×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2=161KN F4=（6.25×2.2＋5.25）×7.65＋5.688×2.2=158KN F5=（6.25×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6=183KN F6=（6.25×3＋5.688）×7.65＋5.688×3=204KN

22

F7=（6.25×3＋5.25）×7.65＋5.688×3=201KN

F8=（6.25×1.5＋5.688)×7.65＋5.688×1.5+8×0.24×1.5×7.65=146KN 2、楼面层

F9=（3.56×1.15＋5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×[4.5×7.1-（2.25＋1.4＋0.4）×1.8]＋（2.25＋1.4＋0.4）×0.3×1.8=131KN

F10=（3.56×2.25＋5.25）×7.65＋5.688×2.25=114KN

F11=（3.56×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2+8×0.24×1.02×4.5=125KN F12=（3.56×2.2＋5.25）×7.65＋5.688×2.2=113KN

F13=（3.56×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6＋8×0.24×（4.5×7.1-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=186KN

F14=（3.56×3＋5.688）×7.65＋5.688×3＋8×0.24×（4.5×3.775-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=170KN

F15=（3.56×3＋5.25）×7.65＋5.688×3=139KN

F16=（3.56×1. 5＋5.688）×7.65＋5.688×1. 5＋8×0.24×[4.5×7.1-（2.25＋1.4）×1.8]＋（2.25＋1.4）×0.3×1.8=144KN

F17=（3.56×1.15＋5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×[3.6×7.1-（2.25＋1.4＋0.4）×1.8]＋（2.25＋1.4＋0.4）×0.3×1.8=101KN

F18=（3.56×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2+8×0.24×1.02×3.6=123KN F19=（3.56×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6＋8×0.24×（3.6×7.1-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=174KN

F20=（3.56×3＋5.688）×7.65＋5.688×3＋8×0.24×（3.6×3.775-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=164KN

F21=（3.56×1. 5＋5.688）×7.65＋5.688×1. 5＋8×0.24×[3.6×7.1-（2.25＋1.4）×1.8]＋（2.25＋1.4）×0.3×1.8=131KN

3、恒荷载作用下KJ8受荷简图

23

ABCDE 图3-10 恒荷载作用下KJ8受荷简图(单位：KN)

二、框架内力计算

框架内力采用分层法计算，对图3-9标明的各杆件相对线刚度值，除底层柱以外，其余各层柱线刚度乘以0.9，即：

顶层柱： 0.206×0.9=0.185 ； 标准层柱： 0.258×0.9=0.232 具体计算过程如下：

24

(a)顶层计算单元(单位：KN·m)

(b)标准层计算单元(单位：KN·m)

(c)底层计算单元(单位：KN·m) 图3-11 恒荷载作用下的KJ8梁端弯矩计算

25

(a) 弯矩图(单位：KN·m)

26

(b)剪力图和轴力图(注：括号内数字表示相应楼层的柱下端轴力) (单位：KN)

图3-12 恒荷载作用下的KJ8内力图

27

3.5.3 活荷载作用下框架的内力计算

一、活荷载标准值计算

1、屋面层： 雪荷载： 0.2KN/㎡

屋面活荷载（上人屋面）: 2.0KN/㎡ F1=2×1.15×7.65=18KN F2=2×2.25×7.65=34KN F3=2×2.2×7.65=34KN F4=2×2.2×7.65=34KN F5=2×2.6×7.65=40KN F6=2×3×7.65=46KN F7=2×3×7.65=46KN F8=2×1.5×7.65=23KN

2、楼面层：根据荷载规范，办公楼楼面活荷载标准值取2.0KN/m， 荷载同屋面层。

3、活荷载作用下KJ8受荷简图

ABCDE 图3-13 活荷载作用下KJ8受荷简图(单位：KN)

28

二、框架内力计算

同恒荷载一样，活荷载作用下的框架内力计算采用分层法， 具体计算过程如下：

(a) 顶层计算单元(单位：KN·m) (b) 标准层计算单元(单位：KN·m) (c) 底层计算单元(单位：KN·m) 图3-14 活荷载作用下的KJ8梁端弯矩计算

29

(a)弯矩图(单位：KN·m)

30

(b) 剪力图和轴力图(单位：KN) 图3-15 活荷载作用下的KJ8内力

31

3.5.4 风荷载作用下框架的内力计算

一、风荷载标准值计算

由于是现浇框架，而且每榀横向框架的车移刚度基本相同，故各榀框架承受同样的风力。现取出第○8轴的KJ8，计算水平风荷载。

1、基本参数

基本风压ω0=0.55KN/㎡；按B类粗糙度查得风压高度系数μz在4.05m、7.65m、11.25m、14.85m、18.45m、22.95m 处分别为1.00、1.00、1.04、1.14、1.22、1.30；风荷载体形系数μs在迎风面为+0.8，在背风面为-0.5。

2、风荷载标准值计算 ： 由Fk=ω0μzμsA确定

8.1+7.24.5F6=0.55×(0.8+0.5)×1.3××(+1.5)=26.7KN224.5+3.6F5=0.55×(0.8+0.5)×1.22×7.65×()=27KN2F4=0.55×(0.8+0.5)×1.14×7.65×3.6=22.4KNF3=0.55×(0.8+0.5)×1.04×7.65×3.6=20.5KNF2=0.55×(0.8+0.5)×1.0×7.65×3.6=19.7KNF1=0.55×(0.8+0.5)×1.0×7.65×(3.6+3.6+0.45)=20.9KN2

ABCDE图3-16 风荷载标准值

32

二、风荷载作用下的框架内力计算 1、各梁柱相对线刚度

表3-11各梁柱相对线刚度 梁、柱位置 A-○B ○B-○C ○C-○D ○D-○E ○顶层柱 标准层柱 底层柱 跨梁 跨梁 跨梁 跨梁 0.258 0.183 相对线刚度i 0.667 0.455 1 0.5 0.206 2、各柱的剪力值（D值法） 表3-12 风荷载做用下各柱的剪力值 层数 (∑F) ib柱K=2ic号 A6 B6 C6 D6 E6 A5 B5 3.238 5.447 7.063 7.282 2.427 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 αc=12icK Di'=αc2 h2+K120.127(4.52120.151(4.52120.160(4.52120.162(4.52120.113(4.52120.146(3.62120.177(3.62120.190(3.62120.192(3.62120.127(3.62120.146(3.62120.177(3.62120.190(3.62120.192(3.62120.127(3.62D∑'i Vi=Di'∑FD∑'i (KN) 4.76 5.66 12) 4.52第6层 F=26.7KN ∑0.618 0.731 0.779 0.785 0.548 0.564 0.685 0.738 0.744 0.492 0.564 0.685 0.738 0.744 0.492 ) ) ) 0.713() ) ) ) ) 0.832() ) ) ) 12) 0.832() 3.625.99 6.07 4.23 9.42 11.42 第5层 F=53.7KN ∑C5 D5 E5 A4 B4 122) 3.612.26 12.39 8.2 13.35 16.19 17.38 17.56 11.62 第4层 F=76.1KN ∑C4 D4 E4 ) ) 33

A3 B3 第3层 F=96.6KN ∑2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 3.645 6.131 7.951 8.197 2.732 0.564 0.685 0.738 0.744 0.492 0.564 0.685 0.738 0.744 0.492 0.734 0.816 0.849 0.853 0.683 C3 D3 E3 第2层 F=116.3KN ∑A2 B2 C2 D2 E2 A1 B1 第1层 F=137.2KN ∑C1 D1 E1 123.62120.177(3.62120.190(3.62120.192(3.62120.127(3.62120.146(3.62120.177(3.62120.190(3.62120.192(3.62120.127(3.62120.134(25.1120.149(25.1120.155(25.1120.156(25.1120.125(25.10.146() ) ) 0.832() ) ) ) ) 0.832() ) ) ) ) 0.719() ) 12) 5.1212) 3.6212) 3.6216.95 20.55 22.06 22.29 14.75 20.41 24.74 26.56 26.84 17.75 25.57 28.43 29.58 29.77 23.85 ib0.5+K注：其中第一层 K=， αc=

ic2+K

3、各柱反弯点高度

根据总层数m，该柱所在层数n，梁柱线刚度比K，查表得到标准反弯点系数y0；根据上下横梁线刚度比值i查得修正值y1；

根据上下层高度变化查得修正值y2、y3； 各层反弯点高度yh=(y0+y1+y2+y3)h 。

34

表3-13 风荷载作用下各柱反弯点高度

层数 柱号 A6 B6 C6 D6 E6 层数 A5 B5 C5 D5 E5 层数 A4 B4 C4 D4 E4 层数 A3 B3 C3 D3 E3 层数 A2 B2 C2 D2 E2 层数 A1 B1 C1 D1 E1

35

第六层 (m=6,n=6,h=4.5m) K y0 0.45 0.45 0.45 0.45 0.42 0.45 0.5 0.5 0.5 0.45 0.45 0.5 0.5 0.5 0.45 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.5 0.55 0.55 0.55 0.55 0.55 α1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 1 y1 α2 y2 α3 y3 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 0 -- -- -- -- -- 3.238 5.447 7.063 7.282 2.427 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 2.585 4.349 5.640 5.814 1.938 3.645 6.131 7.951 8.197 2.732 0 -- -- 0.8 0 -- -- 0.8 0 -- -- 0.8 0 -- -- 0.8 0 -- -- 0.8 第五层 (m=6,n=5,h=3.6m) 0 1.25 0 1 0 1.25 0 1 0 1.25 0 1 0 1.25 0 1 0 1.25 0 1 第四层 (m=6,n=4,h=3.6m) 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 第三层 (m=6,n=3,h=3.6m) 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 0 1 第二层 (m=6,n=2,h=3.6m) 0 1 0 1.4 0 1 0 1.4 0 1 0 1.4 0 1 0 1.4 0 1 0 1.4 第一层 (m=6,n=1,h=5.1m) 0 0.7 0 -- 0 0.7 0 -- 0 0.7 0 -- 0 0.7 0 -- 0 0.7 0 -- yh=(y0+y1+y2+y3)h (m) 2.03 2.03 2.03 2.03 1.89 1.62 1.8 1.8 1.8 1.62 1.62 1.8 1.8 1.8 1.62 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 1.8 2.81 2.81 2.81 2.81 2.81

4、风荷载作用下的框架内力 求出各柱剪力Vi和该柱反弯点高度yi后，则该柱下端弯矩为Mi=Viyi,上端弯矩为Vi(hi-yi),再利用节点平衡求出框架梁端弯矩，画出左风作用下的框架内力图，右风作用下的框架内力与左风作用下的反号。

ABCDE

(a) 弯矩图(单位：KN·m)与梁剪力图(单位：KN)

36

ABCDE

(b) 柱剪力图与轴力图(单位：KN) 图3-17 左风作用下的框架内力图

37

3.5.5 地震荷载作用下框架的内力计算

一、水平地震作用标准值的计算 1、框架的抗震等级

由设计需求，抗震设防烈度为7度，房屋高度为22.5m < 30m，可知该框架的抗震等级为三级。

2、场地和特征周期值

根据工程地质报告和土的类型划分，可知该场地为Ⅱ类场地，由设计地震分组为第一组，可查得特征周期值Tg=0.35s。

3、重力荷载代表值（取第○8轴线的KJ8计算各层重力荷载代表值） 1) 顶层重力荷载代表值G6

活荷载：按上人屋面：2.0×20.65×7.65=315.9KN 雪载:0.2×20.65×7.65= 31.6KN 恒荷载：屋面板自重：6.25×20.34×7.65=972.5KN

柱自重： 5×

39=97.5KN 2 取大值：315.9KN

纵向框架梁自重：5.688×(7.65-0.55)×5=201.9KN 横向框架梁自重：5.688×(20.1-4×0.55)=101.8KN 次梁自重： 5.25×(7.65-0.35)×4=153.3KN 窗洞： 0.45×(2.25×2+1.4×2+0.4)=3.47㎡

窗自重： 3.47×0.3=1.04KN

4.5纵墙自重：8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02)-3.47]

2=121.1KN

4.5横墙自重：8×0.24××(5.45+4.26)=41.9KN

2G6=恒+0.5活

=(972.5+97.5+201.9+101.8+153.3+121.1+41.9+44.1+1.04)+0.5×315.9=1893.09KN 2) 第五层重力荷载代表值G5

活荷载： 2.0×20.34×7.65=311.2KN

恒荷载：楼面板自重：3.56×20.34×7.65=553.9KN

纵向框架梁自重：201.9KN 横向框架梁自重：101.8KN

Σ=1010.9KN

38 女儿墙自重：8×0.24×1.5×7.65×2=44.1KN

次梁自重：153.3KN

第六层下半层：窗洞：1.35×(2.25×2+1.4×2+0.4)=10.4㎡

窗自重：10.4×0.3=3.12KN 门洞：(0.9+1.2×3) ×2.1=9.45㎡ 门自重：9.45×0.2=1.89KN 墙体自重：8×0.24×[

4.5×(3.775×4+5.45+3.325×3+4.26+3.48 2+1.02)-10.4-9.45]=131.6KN

Σ=234.11KN 第五层上半层：窗洞：

1.8×(2.25×2+1.4×2+0.4)=6.93㎡ 2柱自重：97.5KN

窗自重：6.93×0.3=2.08KN 门洞：(0.9+1.2×3) ×0.3=1.35㎡ 门自重：1.35×0.2=0.26KN 墙体自重：8×0.24×[

3.6×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02+5.45 2+4.26)-6.93-1.35]=119.9KN

Σ=200.25KN

G6=恒+0.5活=（1010.9+234.1+200.25）+0.5×311.2=1600.86KN 3) 第四层重力荷载代表值G4 活荷载： 311.2KN

恒荷载：（楼面板+框架梁+次梁）自重：Σ=1010.9KN 第五层下半层：窗洞：6.93㎡

窗自重：6.93×0.3=2.08KN 门洞：(0.9+1.2×3)×1.8=8.1㎡

柱自重：31.2/2×5=78KN

门自重：8.1×0.2=1.62KN

3.6墙体自重：8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+1.02+5.45

2+4.26)-6.93-8.1]=106.9KN

柱自重：78KN

Σ=188.6KN 第四层上半层：（门+窗+墙体+柱）自重： Σ=200.25KN G4=恒+0.5活=（1010.9+188.6+200.25）+0.5×311.2=1555.35KN 4) 第三层重力荷载代表值G3

G3=恒+0.5活=（1010.9+188.6+200.25）+0.5×311.2=1555.35KN 5) 第二层重力荷载代表值G2

39

G2=恒+0.5活=（1010.9+188.6+200.25）+0.5×311.2=1555.35KN 6) 底层重力荷载代表值G1 活荷载：322.14KN

恒荷载：（楼面板+框架梁+次梁）自重：Σ=1010.9KN 第二层下半层：（门+窗+墙体+柱）自重：Σ=188.6KN

第一层上半层：窗洞：1.65×(2.25+1.4+1.4+3.725)=14.56㎡

窗自重： 14.56×0.3=4.37KN 门洞：1.05×(0.9+1.2+2.1)=4.41㎡

门自重：4.41×0.2=0.88KN

5.1墙自重：8×0.24×[×(3.775×4+3.325×3+3.48+5.45+3.95)

2-14.56-4.41]=165.68KN

柱自重：44.2/2×5=110.5KN

Σ=281.43KN

G1=恒+0.5活=（1010.9+188.6+281.43）+0.5×322.14=1642KN 4、结构自震周期T1

对框架结构，采用经验公式计算: T1=0.085n=0.085×6=0.51s 5、地震影响系数α

由Tg=0.35s，T1=0.51s，Tg

0.350.9)×0.08=0.057

T10.516、计算水平地震作用标准值（采用底部剪力法计算）

因为T1>1.4Tg，且Tg=0.35s，故δn=0.08T1+0.07=0.111，则由

α=()γε2αmax=(FEK?αGeq?α?0.85?Gi?0.057?0.85?(1893.09?1600.86?1555.35?3?1642)?474.9KNΔFn?δnFEK?0.111?474.9?52.7KNFi?GiHiFEK(1?δn)?GjHjTg可列表计算如下： 位置 顶层 第五层 第四层 第三层 第二层 底层 40

表3-14 计算水平地震作用标准值 Gi(KN) Hi(m) GiHi FEK(1δn) Fi(KN) 1893.09 24 45434 422 134 1600.86 19.5 31217 422 92 1555.35 15.9 24730 422 73 1555.35 12.3 19131 422 57 1555.35 8.7 13532 422 40 1642 5.1 8374 422 25 ?GjHj?142418KN·m ?Fi?421KN

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