框架結構設計

1、第一章：工程概況和結構設計方案2.1 工程概況設計依據(jù)：（一）工程設計使用年限： 本工程設計使用年限為 50 年。 （二）自然條件： 1.基本風壓： =0.452.地面粗糙程度：B類。 3.基本雪壓： 0.65 KN/。 4.工程地質見下表：表2-1 擬建場地工程地質情況 巖土層名稱土層深度（m）稠密度/風化程度地基承載力fak(Kpa)混凝土預制樁人工挖孔灌注樁qsa(kpa)qpa1(kpa)qsa(kpa)qpa2(kpa)(1)粉質粘土02.0稍密32(2）粘土2.05.0稍密13050(3）粉質粘土5.09.0可塑20040(4)粉土9.512.0硬塑18055(5)粉土夾粉砂12.

2、0硬塑200603300地下水情況：無侵蝕性，最高水位距地表 -2.0 m。 設計要求：（一）本工程主體為鋼筋混凝土框架結構，抗震設防烈度為7度，設計地震分組為第I分組，基本地震加速度為0.10g，場地類別為III類，現(xiàn)澆框架抗震等級為三級。層高4.5米。樓蓋及屋蓋均采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構，板厚120mm。（二）設計荷載：（1）不上人屋面活荷載 0.5 KN/（2）屋面雪荷載 0.65 KN/（3）車間活荷載標準值為 3.5KN/。（4）樓面永久荷載 3.80 KN/（5）屋面永久荷載 3.98 KN/2.2 結構設計方案柱網(wǎng)布置圖2-1 框架結構的計算簡圖圖2-2 縱向框架組成的空間結構本方

3、案中，按照縱向的平面框架進行計算。梁柱截面尺寸的初步確定梁截面尺寸估算梁截面高度一般取梁跨度的 1/121/8進行估算，梁寬取梁高的1/31/2。由此估算的框架梁的截面尺寸如下：主框架梁：b×h=300mm×750mm次梁： b×h=250mm×600mm表2-2 梁截面尺寸（mm）層次混凝土強度等級 框 架 梁 次 梁 15C30 300mm×750mm250mm×600mm柱截面尺寸估算依據(jù)（一）根據(jù)柱的軸壓比限值按下列公式計算:1.柱組合的軸壓力設計值N=Fg E n注：考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)。F按簡支狀態(tài)計算柱的負

4、載面積。由圖二可知邊柱及中柱的負載面積分別為7.2×3.5和和7.2×6.8。g E 折算在單位建筑面積上的重力荷載代表值，可近似的取12KN/m2。n為驗算截面以上的樓層層數(shù)。2.AcN/uNfc 注：uN 為框架柱軸壓比限值，本方案為三級抗震等級，查抗震規(guī)范可知取為0.9。 fc 為混凝土軸心抗壓強度設計值，對C30，查得14.3N/mm2。由公式可得柱截面面積為邊柱 中柱 取截面尺寸：500 mm×500 mm。表2-3 柱截面尺寸（mm）層數(shù)混凝土強度等級 b×h15C35 500 mm×500 mm第三章：結構計算3.1 荷載計算屋面

5、及樓面的永久荷載標準值屋面（不上人）： 20厚水泥砂漿找平層 20×0.02=0.4 KN/ 現(xiàn)澆混凝土屋面板 25×0.12=3KN/ 40厚擠塑保溫板 0.5×0.04=0.02KN/ 40厚C20細石混凝土 14×0.04=0.56 KN/ 合計 3.98KN/ 14層樓面： 瓷磚地面（包括水泥粗砂打底） 0.55KN/ 120厚鋼筋混凝土板 25×0.12=3KN/ V型輕鋼龍骨吊頂或20厚水泥砂漿 0.25 KN/ 合計 3.80KN/屋面及樓面可變荷載標準值 不上人屋面均布活荷載標準值 0.5KN/ 車間樓面活荷載標準值 3.5KN

6、/ 屋面雪荷載標準值 梁、柱、墻、窗、門重力荷載計算（一）梁自重 主框架梁： 25×0.3×(0.75-0.12)=4.725 KN/m 次梁： 25×0.25×（0.6-0.12）=3 KN/m（二）柱自重 柱 25×0.5×0.5=6.25 KN/m 抹灰層 17×0.01×4×0.5=0.34 KN/m 合計 6.59KN/m（三）墻自重 外墻體為240厚KP1磚，內墻體為240厚加氣混凝土砌塊。1.外縱墻自重（KP1磚） 縱墻 19×（1-15%）×1×0.24=3.

7、876 KN/m 鋁合金窗 0.35×1.7=0.595 KN/m 外墻面帖瓷磚 0.5×（4.5-1.7-0.8）=1 KN/m 內墻面20厚抹灰 17×0.02×（4.5-1.7-0.8）=0.68 KN/m 合計 6.151KN/m2.內墻自重及橫墻自重 縱墻（橫墻） 5.5×（4.5-0.6）=5.148 KN/m 抹灰厚（兩側） 17×（4.5-0.6）=2.652 KN/m 合計 7.8KN/m3.女兒墻自重 墻重及壓頂重 19×（1-15%）×0.9×0.24+25×0.24

8、15;0.3=5.676KN/m 外帖瓷磚 0.5×1.2=0.6 KN/m 水泥粉刷內面 0.36×1.3=0.468KN/m 合計 6.744KN/m3.2框架內力計算3.2 .1采用結構設計軟件PKPM進行計算（一）執(zhí)行PMCAD主菜單1，輸入結構的整體模型首先。根據(jù)建筑平、立、剖面圖輸入軸線。結構圖中尺寸是指中心線尺寸，而非建筑平面圖中的外輪廓尺寸，根據(jù)上一層建筑平面的布置，在本層結構平面圖中適當增設次梁，只有樓層板、梁、柱等構件布置完全一樣（位置、截面、材料），并且層高相同時，才能歸并為一個結構標準層。再估算（主、次）梁、板、柱等構件截面尺寸，并進行構件定義。對于

9、梁，抗震規(guī)范第條規(guī)定寬度200mm，主梁高度取跨度的1/81/12，寬度取高度的1/31/2；次梁的高度取跨度的1/121/16，寬度取高度的1/31/2。對于框架柱，抗震規(guī)范第6.3.1條規(guī)定，矩形柱長和寬都要大于300mm，同時控制柱的軸壓比。對于板，單向板樓板厚取跨度的1/401/45，且大于60mm；雙向板樓板厚取跨度的1/501/45，且大于80mm。接著選擇各標準層進行梁、柱構件布置。柱只能布置在節(jié)點上，主梁只能布置在軸線上，考慮外輪廓平齊采取偏心。然后在荷載定義下輸入樓、屋面恒、活荷載最后根據(jù)建筑方案，將各結構標準層和荷載標準層進行組裝，形成結構整體模型，并且確定總信息、地震信息

10、、風荷載信息等等。（二）執(zhí)行PMCAD主菜單2，布置次梁樓板此處次梁是指未在主菜單1布置過的次梁，對于已將其當作主梁在主菜單1布置過的梁，不得重復布置。對樓梯間進行全房間開洞，對個別房間板厚發(fā)生變化的，按照設計實際作局部修改，對有懸挑板的梁上布置懸挑板。根據(jù)實際情況需要，拷貝前層的樓板開洞、修改板厚、設懸挑板、次梁布置等信息。（三）執(zhí)行PMCAD主菜單3，輸入荷載信息對個別房間進行樓面荷載修改，如板厚有變化的房間的樓面恒載、廁所的樓面恒載及門廳、走道、樓梯間的樓面活荷載等。對梁承受的非板傳來的荷載（如填充墻等）進行輸入，注意，對梁承受填充墻荷載的需考慮窗洞、樓梯間全房間開洞的須根據(jù)實際情況計算

11、梯段傳至樓層梯梁的均布恒（活）載、梯段及休息平臺經(jīng)平臺梯梁（梯柱）傳至下層框架梁的集中恒（活）載。程序能對梁的自重、板的導荷進行自動計算，這些荷載都不能在此處重復計算，荷載的輸入是指程序不能計算和導算的外加荷載，一定要根據(jù)實際情況進行計算輸入，不得多輸，更不能漏掉荷載。此外，根據(jù)實際情況選擇前面已經(jīng)布置好的任意一層作荷載拷貝，還可根據(jù)實際情況選擇是否拷貝樓面荷載、梁間荷載、節(jié)點荷載等信息。（四）ST8計算對所建模型進行導荷及配筋，根據(jù)實際情況調整軟件的各種參數(shù)，以符合實際情況及安全保證，如果先前所建模型不滿足要求，就可以通過計算出的各種圖形看出，可以通過對計算出的受力圖，內力圖，彎矩圖等等對電

12、算結果進行分析，找出模型中的不足并加以調整，反復至電算結果滿足要求為止。3.2.2 縱向框架側移剛度計算縱梁線剛度（D值法）表2-4 縱梁線剛度計算表類別層次縱梁15300×7507200表2-5 柱線剛度計算表層次154500500×500柱的側移剛度D值按下式計算：。根據(jù)梁柱線剛度比的不同，柱可分為中框架中柱和邊柱、邊框架中柱和邊柱等，計算結果如下：表2-6 （BCDEF列） 中框架柱側移剛度D值層 次B-1B-7(9根)中柱（24根）B-2251.8090.475102632.4110.547118184.8230.707152754.220.681464911.80

13、90.606130902.4110.660142604.8230.780168534.220.7616399表2-7 （AG）列邊框架柱側移剛度D值層 次A-1A-7(3根)A-2A3(9根)251.2060.37681241.8090.475102633.0140.601129853.620.641391411.2060.532114941.8090.606130903.0140.701151463.620.7315837層次中框架邊框架254978741771241562301173100將上述不同情況下同層框架側移剛度相加，即得框架各層層間側移剛度，見下表表2-8 各層層間側移剛度層次1

14、2345735401674998674998674998674998由表可見，故該框架為縱向向規(guī)則框架。#算法舉例：（BCDEF列） 中框架柱側移剛度D值(底層)1. B K=6.594/3.646=1.809 c=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di1=c×12×ic/h2=0.606×12×3.646×1010 /54002 =13090 2. B-7 C-1 C-7 D-1 D-7 E-1 E-7 F-1 F-7(9根) K=8.792/3.646=2.411 c=(0.5+K)/(2+K)=0.660 Di2=c×12

15、×ic/h2=0.660×12×3.646×1010 /54002 =142603. 中柱(D-6)K=(8.792+8.792)/3.646=4.823 c=(0.5+K)/(2+K)=0.780 Di3=c×12×ic/h2=0.780×12×3.646×1010 /54002 =168534. B-2K=(8.792+6.594)/3.646=4.220 c=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di4=c×12×ic/h2=0.759×12×3.646&#

16、215;1010 /54002 =16399=13090+14260×9+16853×24+16399=562301（25層）3 B-1 K=6.594/3.646=1.809 c=K/(2+K)=0.475 Di1=c×12×ic/h2=0.475×12×3.646×1010 /45002 =102633 B-7 C-1 C-7 D-1 D-7 E-1 E-7 F-1 F-7 K=8.792/3.646=2.411 c=K/(2+K)=0.547 Di2=c×12×ic/h2 =0.547×1

17、2×3.646×1010 /45002 =118183 中柱 （D-6） K=(8.792×2)/3.646=4.823 c=K/(2+K)=0.707 Di3=c×12×ic/h2 =0.707×12×3.646×1010 /45002 =152753 B-2 K=(8.792+6.594)/3.646=4.220 c=K/(2+K)=0.678 Di4=c×12×ic/h2 =0.678×12×3.646×1010 /45002 =14649 =10263+11

18、818×9+15275×24+14649=497874（AG）列邊框架柱側移剛度D值 底層1.（A-1） K=4.396/3.646=1.206 c=(0.5+K)/(2+K)=0.532 Di1=c×12×ic/h2 =0.532×12×3.646×1010 /54002=11494 4.3963.6462. (A-7,G-1,G-7 3根) K=6.594/3.646=1.809 c=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di1=c×12×ic/h2 =0.606×12×3.64

19、6×1010 /54002=13090 6.5943.6463. （A-2） K=(6.594+4.396)/3.646=3.014 c=(0.5+K)/(2+K)=0.701 Di3=c×12×ic/h2 =0.701×12×3.646×1010 /54002=151466.5943.6464.3964. (A36,G26 9根) K=（6.594+6.594）/3.646=3.617 c=(0.5+K)/(2+K)=0.733 Di3=c×12×ic/h2 =0.733×12×3.646&#

20、215;1010 /54002=15837 3.6466.5946.594 =11494+13090×3+15146+15837×9=17310025層：1.(A-1) K=(4.396+4.396)/(2×3.646)=1.206 c=K/(2+K)=0.376Di1=c×12×ic/h2=0.376×12×3.646×1010 /45002 =81244.396 3.6463.6464.396 2. (A-7,G-1,G-7 3根) K=(6.594+6.594)/(2×3.646)=1.809 c=

21、K/(2+K)=0.475Di2=c×12×ic/h2=0.475×12×3.646×1010 /45002=102636.5943.6466.594 3.（A-2） K=(6.594+4.396)/(3.646)=3.014 c=K/(2+K)=0.6014.396Di3=c×12×ic/h2=0.601×12×3.646×1010 /45002=12985 4.3963.6466.5946.594 4. (A36,G26 9根) K=(6.594+6.594)/(3.646)=3.617 c

22、=K/(2+K)=0.644Di4=c×12×ic/h2=0.644×12×3.646×1010 /45002=139143.6466.5946.5946.5946.594 =8124+10263×3+12985+13914×9=1771243.2.3重力荷載代表值的計算（一）屋面及樓面可變荷載標準值1.屋面永久荷載標準值 3.98 KN/ 2. 樓面永久荷載標準值 3.80 KN/（二）屋面及樓面可變荷載標準值1.不上人屋面均布活荷載標準值 0.5KN/ 2.車間樓面活荷載標準值 3.5KN/ 3.屋面雪荷載標準值 （三）

23、墻，門窗重力荷載計算：1.外墻240KP1磚19×（1-15%）=16.15 KN/m3 外墻面瓷磚0.5KN/，外墻面20厚抹灰，則外墻單位墻面的重力荷載為：0.5+0.24×16.15+17×0.02=40716KN/2.內墻240厚加氣混凝土砌塊（5.5 KN/m3）雙面抹灰各20mm,則內墻的重力荷載為：5.5×0.24+17×0.02×2=2 KN/3.鋁合金門窗單位面積的重力荷載為：0.35 KN/4.梁柱計算：梁柱重力荷載計算：表2-9 梁柱重力荷載計算表層次構件b×h (KN/m3)g (KN/m)Li (m

24、)N （根）Gi (Kn)Gi(Kn)15橫梁1300×750251.055.9066.1351260.94079橫梁2300×750251.055.9066.57268.72縱梁300×750251.055.9066.7421661.9橫次梁1250×600251.053.9386.17530729.52橫次梁2250×600251.053.9386.5756155.35柱500×500251.106.8574.5491515.938（四）各層墻（外墻）自重標準值計算：1.女兒墻重： 總長 L=(43.2+40)×2=16

25、6.4m總重Gk1=6.744Kn/m×166.4m=1122.2KN2.標準層墻重：總長 L=166.4-24×5=154.4m總重Gk1=6.151Kn/m×154.4m=949.71KN(五)板重力荷載標準值：表2-10 板重力荷載標準值計算表層數(shù)板面積()gk( KN/)Gki/KNGi/KN15樓面1627.743.86185.416306.37樓梯25.24.8120.96屋面17283.986877.446877.44（六）各層自重標準值的計算：1.首層（墻+梁+板+柱）GK=949.71/2KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.9

26、38KN=12376.63KN2.標準層（墻+梁+板+柱）GK=949.71KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.938KN=12851.49KN3.頂層（墻+梁+板+柱）GK=949.71/2KN+1122.2KN+4079.47KN+6877.44KN+1515.938KN=14544.758KN（七）重力荷載代表值的計算： 重力荷載代表值G取結構和構件自重標準值和可變荷載組合值之和，各可變荷載組合值系數(shù)取為a.雪荷載：0.5 b.屋面活荷載：0.0 c.按等效均布荷載計算的樓面荷載:0.5.1. 首層（墻+梁+板+柱）G1=12376.63+0.5×(1627

27、.74+25.2)×3.8=15517.22 KN2. 標準層（墻+梁+板+柱）Gi =12851.49+0.5×(1627.74+25.2)×3.8=15992.08 KN3. 頂層（墻+梁+板+柱）G5 =14544.76+0.65×1728×0.5=15106.36 KN（八） 等效總重力荷載代表值的計算: 本設計抗震設防烈度7度，設計地震分組為第一組，場地類別為III類，差得T= 0.45s，= 0.08s，取阻尼比為0.05。結構的總重力荷載代表值為： =15517.22+15992.08×3+15106.36=78599.

28、82 KN結構的等效總重力荷載代表值為： Geq = 0.85=66809.847 KNG5G4G3G2G1圖2-3 荷載示意圖縱向水平地震作用下框架的內力計算（一） 結構頂點假象位移的計算（一）表2-11 結構頂點假象位移的計算表層次Gi（KN）VGi（KN）D i（N/mm）ui（mm）ui（mm）515106.3615106.3667499822.4 344.5415992.0831098.44 67499846.1322.1315992.0847090.52 67499869.8276215992.0863082.6 67499899.3206.2115517.2278599.8273

29、5401106.9106.91.基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1=1.7T （uT）1/2注：uT假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值Gi作為水平荷載而算得的結構頂點位移。T結構基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數(shù)，取0.6。uT按以下公式計算：VGi=Gk（u）i= VGi/D ij uT=（u）k注：D ij 為第i層的層間側移剛度。 （u）i為第i層的層間側移。 （u）k為第k層的層間側移。 s為同層內框架柱的總數(shù)。T=1.7×=1.7×0.7×=0.70s2.水平地震作用及樓層地震剪力的計算：= =×0.08=0.054F= =&#

30、215;0.85×=0.054×66809.847=3607.73 KN由于1.4 T=1.4×0.45=0.63s< T=0.7s所以要考慮頂部附加水平地震作用按規(guī)范查的= 0.08 T+0.01=0.066.=0.066×3607.73=238.11 KN各質點水平地震作用按下式計算：F =FEK (1-n)表2-12 各質點縱向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN）Fi（KN）Vi （KN）522.515106.36339893.10.3211081.651081.6541815992.08287857.4

31、0.272916.541998.19313.515992.08215893.10.204687.402685.592915992.08143928.70.136458.273143.8615.415517.2269827.490.066222.393366.25 =1057399.83Fi=3607.73（1-0.66）=3369.623.縱向水平地震作用下位移的計算：根據(jù)建筑抗震設計規(guī)范GBJ11-89的要求，本結構須進行多遇地震作用下的抗震變形驗算，要對結構的變形加以限制，使其層間彈性位移以及結構頂點位移不超過一定的限值。對于砌體填充墻的框架結構，其層間彈性位移限值為。本結構變形計算如下表

32、所示：表2-13 結構變形計算表層次剪力 Vi剛度 層間位移 Ui51081.656749981.6017.78450041998.19679982.9616596749983.9813.22450023143.866749984.669.24450013366.257354014.584.585400由上表可知，結構層間相對位移均小于，故其層間彈性位移滿足要求。4. 水平地震作用下框架內力的計算（B軸）圖2-7 B-B剖面圖底部剪力法計算出來的每層的地震剪力，按照每榀框架的剛度比值分配到每榀框架上，而每榀框架的地震剪力按柱的剛度比值分配到每一根柱上，最后以反彎點法求

33、結構的內力?，F(xiàn)以KJ-C為例，其內力的計算如下：Vij=DijV i /DijM bij=Vijyh Muij=Vij（1-y）hy=y0+y1+y2+y3注：1. y0框架柱的標準反彎點高度比。 2. y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。 3. y2、y3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。 4. y框架柱的反彎點高度比。表2-14 各層柱端彎矩及剪力計算表 層次（m）（Kn）D ij（）邊柱B-1Di（）Vi（Kn）KY（m）Mbi1（）Mui1（）54.51081.656749981026316.451.8090.3928.8745.1644.51998.19674998

34、1026330.381.8090.4561.5275.1934.52685.596749981026340.831.8090.4990.0393.7024.53143.866749981026347.801.8090.50107.55107.5515.43366.257354011309059.921.8090.65175.2794.37層次（m）（Kn）D ij（）中柱B-36Di2(）Vi2（Kn）KY（m）Mbi2（）Mui2（）54.51081.656749981572524.484.8230.4549.5758.0944.51998.196749981572545.224.8230.

35、50101.7597.5834.52685.596749981572560.774.8230.50136.73131.1324.53143.866749981572571.144.8230.50160.06153.5215.43366.257354011685377.144.8230.55190.92152.02層次m）（Kn）D ij（）邊柱B-7Di1（）Vi1（Kn）KY（m）Mbi1（）Mui1（）54.56749981181818.942.4110.4235.8049.4344.56749981181834.982.4110.4773.9883.4334.56749981181847

36、.022.4110.50105.8105.824.56749981181855.042.4110.50123.84123.8415.47354011426065.272.4110.61179.17114.55層次（m）（Kn）D ij（）中柱B-2Di2（）Vi2（Kn）KY（m）Mbi2（）Mui2（）54.51081.656749981464923.474.220.4547.5358.0944.51998.196749981464943.374.220.5097.5897.5834.52685.596749981464958.284.220.50131.13131.1324.53143.8

37、66749981464968.234.220.50153.52153.5215.43366.257354011637775.074.220.55185.65152.02表2-14 梁端彎矩及剪力的計算表層次間間ll545.1629.057.210.3129.0530.307.28.244104.0672.567.224.5372.5675.667.220.593155.22114.367.237.44114.36119.247.232.442197.58142.337.247.21142.33148.407.240.381201.92152.777.249.26152.77158.147.24

38、3.18層次, 間間ll530.3030.307.28.4230.3049.437.211.74475.6675.667.221.0275.66119.237.227.073119.24119.247.233.12119.24179.787.241.532148.40148.407.241.22148.40229.647.252.511158.14158.147.243.93158.14238.397.255.07表2-15 柱端軸力的計算層次邊柱中柱B-1B-7B-2B-365-10.31-11.742.07-3.324-34.84-38.811.64-9.373-72.28-80.340.

39、96-17.782-119.49-132.850.12-29.071-168.75-187.92-0.63-40.213.3標準層板、次梁的結構計算樓面梁格布置荷載計算 活荷載標準值：=3.5 恒載標準值：=3.8 活荷載設計值:q=4.9 恒載設計值：g=4.56 3.3.1 板的結構計算（一）方案確定（彈性理論）雙向板計算1. 計算跨度AB區(qū)格板： 2. 彎矩的計算：A區(qū)格：（1）滿布荷載時 ，布于板上時支撐方式：兩鄰邊簡直，兩鄰邊固定。查表得： （2）間隔布置時 支撐方式：四邊簡支。查表得： （3）支座負彎矩 支撐方式：兩鄰邊簡直，兩鄰邊固定。B區(qū)格：（1）滿布荷載時 ，布于板上時支撐方

40、式：三邊固定，一邊簡支。查表得： （2）間隔布置時 支撐方式：四邊簡支。查表得： （3）支座負彎矩 支撐方式：三邊固定，一邊簡支。A板： =（0.0529+0.2×0.0104）×7.01×+(0.0210+0.2×0.0892) ×2.45× =6.23kN·M =（0.0104+0.2×0.0529）×7.01×+(0.0892+0.2×0.0210) ×2.45× =4.87kN·MB 板： =（0.0398+0.2×0.0042）

41、5;7.01×+(0.0210+0.2×0.0892) ×2.45× =4.93kN·M =（0.0042+0.2×0.0398）×7.01×+(0.0892+0.2×0.0210) ×2.45× =4.07kN·M3. 截面設計截面設計：截面有效高度：選鋼筋作為受力鋼筋，則短跨方向跨中截面方向跨中 支座截面處均為101。截面彎矩設計值：該板四周與梁整澆，故彎矩設計值按如下折減：B區(qū)格的跨中截面與各支座截面折減20%；A區(qū)格的跨中截面不予折減；計算配筋量，取內力臂系數(shù)=0.9

42、5 截面配筋如下：截面 項目 m(kN.m)配筋實配跨中A區(qū)格1016.23309335934.87263265B區(qū)格1013.94196201933.26175251 支座B支座101-6.99198251B-D101-5.59278279B-B101-10.14503503A支座101-9.62478503B支座101-13.986947093.3.2 次梁的結構計算（一）次梁與主梁采用現(xiàn)澆混凝土C30鋼筋采用HRB400級。主梁尺寸350mm×750mm次梁尺寸250mm×600mm計算跨度 （二）次梁按塑性內力重分布法計算，截面尺寸及計算簡圖如下：（三） 荷載恒載：

43、g=1.2×3.8×3.6+（0.6-0.12）×0.25×25=20.02活載：q=1.4×3.5×3.6=17.64全部荷載設計值 g+q=20.02+17.64=37.66跨度差 所以可按等跨連續(xù)梁計算。（四） 次梁內力1.次梁彎矩設計（各跨跨中彎矩設計值及個支座彎矩設計值列于下表）截面位置端支座邊跨跨中離端第二支座離端第二跨跨中中間支座中間跨中IV-70.44-62.28120.75106.77-153.69-135.8893.42-106.7793.422.次梁剪力計算截面位置端支座內測離端第二支座中間支座外內外內外內0.5

44、0.50.550.550.550.550.550.55V131.81124.28144.99136.71136.71136.71136.71136.713. 配筋計算（1）正截面承載力計算次梁跨中截面按T形截面計算 翼緣寬度為:邊跨bf=6700/3=2233mm取bf=2233mm 中間跨 bf=6300/3=2100mm取bf=2100mmb=250mm h=600mm ho=600-40=560mm hf = 120mm fc=14.3N/mm2 fy=360 N/mm2<M故次梁邊跨跨中截面按第一類T形計算，同理中跨也按T形計算次梁支座截面按矩形截面計算次梁各跨中截面和各支座截面

45、配筋計算列于下表：截面位置端支座邊跨跨中離端第二支座離端第二跨和中間跨跨中中間支座 IVM -70.44-62.28120.75106.77-153.69-135.8893.42-106.77b或者bf 250250223321002502502100250ho 5605605605605605605605600.06280.05560.01210.01130.13710.1210.009920.095240.0650.0570.0120.0110.1480.1290.00990.100As/mm2361317597513823718463557實際配筋（402）（402） (603) (556) (829)+ (716)+555(603) 注 已經(jīng)驗算最小配筋率（2）斜截面受剪承載力b=250mm ho=600-40=560mm fc=14.3N/mm2 fy=210 N/mm2驗算截面尺寸hw=ho-hf=560-120=440