大学办公楼设计毕业设计.doc

大学办公楼设计毕业设计目 录摘 要IABSTRACTII前 言21 设计资料42 结构布置及结构计算简图的确定53 板的设计8 3.1 设计资料8 3.2 楼面板的设计83.2.1 荷载设计值83.2.2 内力计算93.2.3 弯矩计算9 3.3 屋面板的结构平面布置104荷载计算124.1 恒载计算124.2 屋、楼面可变荷载计算144.3 风荷载计算154.4 地震作用计算164.5 屋面雪荷载（分布同屋面可变荷载）195内力计算215.1 恒载作用下的内力计算采用分层法215.2 楼面活载作用下的内力计算325.3 地震力作用下的内力计算425.4 风荷载作用下的内力计算526内力组合617截面设计627.1 框架梁配筋627.1.1 梁正截面受弯承载力计算627.1.2梁的斜截面承载力计算747.2 柱的截面设计817.2.1柱的轴压比验算81 7.2.2 柱的剪跨比的验算82 7.2.3柱的正截面承载力及配筋计算82 7.2.4柱的斜截面受剪承载力计算888板式楼梯设计998.1 梯板示意图998.2 基本资料1008.3 计算过程1008.4 每米宽板带的配筋结果1018.5 上下平台楼梯梁设计102参 考 文 献103致 谢104 前 言毕业设计是我们大学生活的作为重要的部分之一，是对我们四年所学知识的检验，对我们以后工作有很重要的影响。 毕业设计题目为本钢大学办公楼设计。设计前期，我们对结构力学、混凝土结构设计、混凝土结构设计原理、建筑结构抗震设计等课程进行了温习，老师组织进行了讲座回顾知识。设计中，我们去图书馆借阅各种规范，中间运用了PKPM软件，CAD软件，并运用专业知识和基本技能手算一榀框架，最后和PKPM结果进行比对。保证结果正确后开始电子打印整理。毕业设计中，在指导老师的指导下，在绘图时熟练掌握了AutoCAD、天正及PKPM等。对设计流程也有了很深的了解。为以后的工作打下良好的基础。在设计过程中有很多困难，老师同学对我的帮助特别大，希望老师能继续给我指正错误，我会继续努力。1 设计资料（1） 设计标高：室内设计标高0.000,室内外高差450mm.（2） 墙身做法：采用加气混凝土块，用M5混合砂浆砌筑，内粉刷为混合砂浆底，纸筋灰面，厚20mm，“803”内涂料两度。外粉刷为1：3水泥砂浆底厚20mm，陶瓷锦砖贴面。（3） 楼面作法：楼板顶面为水磨石地面，813厚铺地砖，楼板底面为20mm厚1:2水泥砂浆天花抹面，外加100厚钢筋混凝土楼板。（4） 屋面作法：现浇楼板上依次铺膨胀珍珠岩保温层（檐口处厚100mm，2%两侧檐口向中间找坡），两毡三油防水层，撒绿豆砂保护，20mm厚1:2水泥砂浆找平。（5） 门窗做法：门厅处为铝合金、玻璃门窗，其他地方为木门、钢窗。（6） 地质材料：属于类建筑场地，无地下水及不良地质现象。（7） 基本风压：o=0.45KN/m2(地面粗糙度属C类)。（8） 基本雪压：S0=0.55KN/m2。（9） 抗震设防烈度：六度（0.2g）第一组，框架抗震等级为三级。（10） 地质条件： 由上至下：人工添土：厚度为1m粉质粘土：厚度为7m，地基承载力特征值为500KPa中风化基岩：岩石饱和单轴抗压强度标准值为3.6MPa可变荷载：上人屋面可变荷载2.0KN/m2，办公室楼面可变荷载2.0KN/m2,走廊楼面可变荷载2.5KN/m2,档案室楼面可变荷载2.5KN/m2。2 结构布置及结构计算简图的确定结构平面布置如图1所示。各梁柱截面尺寸确定如下：主梁：取h=1/9=1/96300=700mm，取h=700mm,取b=350mm，柱子：取柱截面均为bh=400400mm，现浇板厚为100mm。取轴线为计算单元，结构计算简图如图2所示，根据地质资料，确定基础顶面离室外地面为500mm，由此求得底层层高为4.8m。各梁柱构件的线刚度经计算后列于图2中，其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，取I=2I0（I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩）。梁柱均采用C30混凝土。由于后面梁的组合弯矩过大，相对受压区高度超过了界限受压区高度，所以改用C40混凝土，因为梁柱刚度成比例增加，不会引起后面分配系数的改变。地震作用下的弹性侧移将更小，一定符合要求。图2.1 结构平面布置图 图2.2 框架计算简图框架刚度计算：1.边跨框架梁的线刚度计算值：ib=2EcI。/l=23.01043507003/(126300) =9.541010Nmm2.中间跨框架梁的线刚度计算值： ib=2EcI。/l=23.01043507003/(122400)=25.011010Nmm3.二六层框架柱线刚度计算值：ic=EcI。/l=3.01044004003/(123600)=1.781010Nmm4.首层框架柱的线刚度计算值：ic=EcI。/l=3.01044004003/(124800)=1.331010Nmm在计算内力时，柱的线刚度取框架实际柱线刚度的0.9倍。即：首层框架柱的线刚度计算值:ic=0.91.331010=1.201010Nmm二六层框架柱线刚度的计算值:ic=0.91.781010=1.601010Nmm3 板的设计3.1 设计资料(1) 楼面做法：楼板顶面为水磨石地面，813厚铺地砖，楼板底面为20mm厚1:2水泥砂浆天花抹面，外加100厚钢筋混凝土楼板。 (2) 楼面荷载：办公室及卫生间均布可变荷载标准值2.0kN/,走廊及楼梯间均布可变荷载标准值2.5kN/.(3) 材料：混凝土强度等级C30；板内受力纵筋及其它钢筋采用 HPB300钢筋。(4) 屋面做法（上人屋面）: 现浇楼板上依次铺膨胀珍珠岩保温层（檐口处厚100mm，2%两侧檐口向中间找坡），两毡三油防水层，撒绿豆砂保护，20mm厚1:2水泥砂浆找平。楼板的结构平面布置图如图3.1。按高跨比条件，要求板厚h4500/50=90mm,对于办公楼建筑的楼板，要求h80mm，取板厚h=100mm。图3.1 楼板的结构平面布置图区格板B1,B2,B3,B4为双向板.3.2 楼面板的设计3.2.1 荷载设计值永久荷载的分项系数取1.2. 可变荷载的分项系数取1.4.3.2.2 内力计算(1).计算跨度内跨：l0 = lc(轴线间距) 边跨：l0 = ln+200120/2 （板支承长度a = 120 mm）3.2.3 弯矩计算 跨中最大弯矩为g+q/2作用下(内支座固定)的跨中弯矩值，与q/2作用下(内支座铰支)的跨中弯矩值之和。混凝土的波松比取0.2；支座最大负弯矩为g+q作用下(内支座固定)的支座弯矩。根据设计平面图,把整个楼面分成:B1,B2,B3，B4四个区格.现将各区格板的计算跨度及跨中,支座的弯矩列于表3.2。表3.2 按弹性理论计算的各区隔板的弯矩值板区格B1B2B3B4L01(m)4.462.664.62.80L02(m)6.7864.606.864.60L01/ L020.740.670.770.70m1(kNm)(0.0478+0.20.01466)5.484.36+(0.0864+0.20.02752)1.44.36=7.47(0.03924+0.20.00588)5.832.562+(0.09632+0.20.05228)1.752.562=2.68(0.05716+0.20.00726)5.484.52+(0.05232+0.20.0281)1.44.52=6.59(0.0467+0.20.0076)5.832.72+(0.0920+0.20.0242)1.752.72=2.43m2(kNm)(0.01566+0.20.0468)5.484.36+(0.02752+0.20.0864)1.44.36=3.61(0.00588+0.20.03824)5.832.562+(0.02238+0.20.08532)1.852.562=0.84(0.00826+0.20.03916)5.484.52+(0.0281+0.20.07232)1.44.52=2.74(0.0086+0.20.0867)5.832.72+(0.0242+0.20.0720)1.752.72=1.25m (kNm)00.082187.582.562=4.2800.07937.58272=4.28m0.10656.884.362=13.704.080.070046.884.52=11.054.58m (kNm)-0.07886.884.362=10.180.058047.582.562=2.830.06726.884.52=7.970.06717.582.72=3.16 续表 3.2 m (kNm)10.1707.993.15受拉钢筋的截面面积As=m/(sh0fy),其中内力臂系数s进似取0.95，即As =m/(0.95 h0 fy )。fy=300N/mm.短跨l01方向：h01 = h-20（mm）长跨l02方向：h02 = h-30（mm）（h为线浇板厚，取100 mm）3.3 按弹性理论设计的楼面板截面配筋截 面区格方向h0(mm)M(kNM)As (mm2)配筋实配As (mm2)跨 中B1L01807.36471.158100503L02703.61259.508190265B2L01802.58163.658200251L02700.9468.318200251B3L01806.49407.6410180436L02702.48187.598200251B4L01802.730.8=2.184139.848200251L02701.150.8=0.9267.888200251中支座B1-B3100-10.18519.2810150523B3-B3100-13.80698.7310110714B3-B4100-11.15558.9010140561B2-B2100-4.08203.5110200393B2-B4100-2.83140.8510200393B4-B4100-4.380.8=3.504177.64102003933.3 屋面板的结构平面布置楼板的结构平面布置图如图3.2。按高跨比条件，要求板厚h4500/50=84mm,对于办公楼建筑的楼板，要求h80mm，取板厚h=100mm。图3.4屋面板的结构平面布置图区格板B1,B2,B3,B4为双向板.4 荷载计算4.1.恒载计算（1） 屋面框架梁的线荷载标准值：三毡四油上铺小石子 0.4KN/m215mm厚水泥砂浆 0.01520=0.3 KN/m240mm厚水泥水泥石灰焦渣找平 0.0414=0.56 KN/m2100mm厚现浇钢筋混凝土板 2.5 KN/m280mm厚砂渣水泥 0.08 14.5=1.16KN/m210mm厚泥合砂浆 0.0117=0.17 KN/m2屋面恒载为 5.09 KN/m2框架梁自重 0.350.70256.13KN/m梁侧粉刷2（0.70-0.1）0.02170.41KN/m因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为：g6AB1=g6CD1=6.130.416.54 KN/m g6BC1=6.54KN/mg6AB2=g6CD2=5.095.1=25.96 KN/m g6BC2=5.092.4=12.22KN/m （2） 楼面框架梁线荷载的标准值为：100mm现浇钢筋混凝土楼板 2.5 KN/m220mm1:2水泥砂浆压实抹光 0.4KN/m220mm干硬水泥砂浆结合层 0.4 KN/m2钢板网抹灰吊顶 0.45 KN/m2楼面的恒载 3.75 KN/m2边跨框架梁及梁侧粉刷 6.54 KN/m2边跨填充墙自重： 0.24（3.6-0.70）1913.22KN/m墙面粉刷： （3.6-0.70）0.022171.97KN/m作用在中间层框架梁上的线荷载为：gAB1=gCD1=6.54+13.221.9721.73KN/m gBC1=6.54KN/mgAB2=gCD2=3.755.1=19.13 KN/m gBC2=3.752.4=9 KN/m （3） 屋面框架节点的集中荷载标准值为：边柱连系梁的自重： 0.350.705.12531.24KN粉刷： 20.02（0.70-0.10）5.1172.08KN1.0m高女儿墙自重： 15.10.241923.26 KN连系梁传来屋面自重： 0.55.10.55.15.09=33.10 KN顶层边节点集中荷载： G6A=G6D=95.3KN中柱连系梁自重： 0.350.705.12531.24KN粉刷： 20.02（0.70-0.10）5.1172.08 KN连系梁传来屋面自重： 0.5 （5.1+5.1-2.4）1.25.09=23.82KN 0.55.12.655.09=33.10KN顶层中间节点集中荷载： G6B=G6C=95.86KN（4） 楼面框架节点集中荷载的标准值：边柱连系梁自重： 31.24KN粉刷： 2.08 KN钢窗自重： 4.11.20.31.48KN窗下墙体自重： 0.240.94.71919.29KN粉刷： 20.020.94.7172.88 KN窗边墙体自重： 0.64.10.241911.22 KN粉刷： 20.020.64.1171.67 KN框架柱自重： 0.300.603.62516.2 KN粉刷： 0.720.023.6170.88 KN连系梁传来楼面自重： 0.55.10.55.13.75=24.38KN 中间层边节点的集中荷载： GA=GD=116.94KN中柱连系梁自重： 31.24KN粉刷： 2.08 KN内纵墙自重： 4.7（3.60.40）0.241968.58KN粉刷： 4.7（3.60.40）20.021710.23KN扣除门洞重加上门重： 2.11.5（5.24-0.2）-15.88KN框架柱自重： 16.2KN粉刷： 0.88KN连系梁传来楼面自重： 0.5（5.1+5.1-2.4）1.23.75=17.55KN 0.55.10.55.13.75=24.88KN中间层中节点的集中荷载： GB=GC=160.98KN（5） 恒载作用下的结构计算简图如图3所示，其中：G6A= G6D=95.3KNG6B= G6C=95.86 KNGA= GD=116.94 KNGB= GC=160.98 KNg6AB1= g6BC1= g6CD1=6.54 KN/mg6AB2= g6CD2=25.96 KN/mg6BC2=12.22KN/mgAB1 = gCD1 =21.73KN/mgBC1=6.54KN/mgAB2 = gCD2 =19.13KN/mgBC2=9 KN/m4.2.屋、楼面可变荷载计算屋、楼面可变荷载作用下的结构计算简图如图4.1所示。图中各荷载值计算如下P6AB= P6CD=1.55.1=7.65KN/mP6BC=2.41.5=3.60KN/mP6A=P6D=0.55.10.55.11.5=9.75KNP6B= P6C= 0.5（5.1+5.1-2.4）1.21.5+0.255.15.11.5=16.77KNPABPCD =2.05.1=10.2 KN/m走廊：PBC2.52.4=6.00KN/mPA= PD= 0.255.16.32.0=16.07KNPB= PC= 16.07+0.255.12.42.5=23.72KN 图4.1永久荷载作用下结构计算简图 图4.2可变荷载作用下结构计算简图4.3.风荷载计算风压标准值计算公式为： =zszo因结构的高度H22.800m30m,可取z1.0；对于矩形平面s1.3；z可查荷载规范得到，当查得得z 1.0时，取z1.0。将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表4.3所示。表中A为一榀框架各层节点的受风面积。风荷载计算 表4.3层次zsZ（m）zo (KN/m2)A(m2)Pw(KN)六层1.01.322.80.880.4514.287.35五层1.01.319.20.780.4518.368.38四层1.01.315.60.740.4518.367.95三层1.01.3120.740.4518.367.95二层1.01.38.40.740.4518.367.95一层1.01.34.80.740.4519.518.45 4.4.地震作用计算（1） 计算框架梁柱的线刚度：框架梁线刚度：边跨：ib1=9.54104KNM 中跨：ib2=25.01104KNM框架柱线刚度：首层：ic1=1.33104KNM 其他层：ic2=1.78104KNM在计算内力时，柱的线刚度取框架实际柱线刚度的0.9倍。即：首层框架柱的线刚度计算值:ic=0.91.331010=1.21010Nmm二六层框架柱线刚度:ic=0.91.781010=1.601010Nmm（2） 本设计仅考虑水平地震作用即可，并采用基底剪力法计算水平地震作用力。为求基底剪力，先要计算结构各层的总重力荷载代表值：顶层： G6= g6AB115+(3.6+6.3)(g6AB2+ g6CD2)0.5+ g6BC22.40.5+ G6A+ G6B+ G6C+ G6D+5G柱/2+0.36.3150.5=6.5415+9.925.9620.5+12.222.40.5+95.3+95.86+95.3+95.86+516.20.5+0.36.3150.5806.763KNG5=G4=G3=G2=gAB112.6+gBC12.4+0.5gAB2(3.6+6.3)2+0.52.4gBC2+GA+GB+GC+ GD+5G柱0.5+(3.6+6.3)(pAB+ pCD)0.5+ pBC2.40.5+PA+ PB+ PC+ PD 0.5=21.7312.6+6.542.4+0.519.139.92+0.52.49+(116.98+160.98) 2+516.20.5+9.90.520.4+62.40.5+(16.07+23.72) 2 0.5=1179.90KNG1= G2(2.35-1.8) G柱/3.6=1179.90+50.6516.2/3.6=1273.275 KN（3） 用“D值法”计算柱的侧向刚度，框架各构件线刚度如图7：其中：i6=i5= i4= i3= i2=1.781010 N*mm i1=1.331010 N*mmi61=i51=i41=i31=i21=i11=9.541010 N*mmi61=i52=i42=i32=i22=i12=25.011010 N*mm除底层外，其余柱的D值：边柱 由K=（i61+ i51）/（2 i6）=5.36 =K/（2+K）=0.72 则 D6边=12ic/hj2=0.72121.78104 /3.62=11867KN/m中柱 由K=（i61+ i62+ i51+ i52）/（2 i5）=19.4 =K/（2+K）=0.754 则D5中=12 ic/ hj2=14998KN/m底层柱的D值：边柱 由K= i11/ i1=7.17 =（0.5+K）/（2+K）=0.84 故D1边=12 ic/ hj2=5818.8 KN/m中柱 由K=（i11+ i12）/ i1=25.98 得（0.5+K）/（2+K）=0.950 故D1中=12 ic/ hj2=6581 KN/m从而得各层的侧向刚度如下：K1=2（D1边+D1中）=2（5818.86581）24799.4KN/m K2= K3= K4= K5= K6=2（D边+ D中）=2（1499811867）53730KN/m图4.5（4） 用顶点位移法求结构基本周期T1：将各层的重力荷载代表值当作水平力，产生的楼层剪力为：V6=G6=806.76KN V5= G6+ G5 =1179.90+806.76=1986.66KNV4= G4+G5=1986.66+1179.90=3166.56KNV3= V4+G3=3166.56+1179.90=4346.46KNV2= V3+G2=5526.36KNV1= V2+G1=6799.635KN求顶点位移，则： U1= V1/ K1=0.27m U2= U1+ V2/ K2=0.3730m U3= U2+ V3/ K3=0.454m U4= V4/ K4+ U3=0.513m U5= V5/ K5+ U4=0.55mU6 = V6 / K6 +U5 =0.565= UT 故T1=1.8 =1.35s由于要考虑填充墙对基本周期的折减，故取折减系数为0.6，则T1=0.61.350.81s查抗震设计规范得：max0.28， Tg =0.35s =0.13FEK=1Geq=0.851GE=0.850.13(806.76+1179.903+1273.275) =751.36KNF1=FEK=6111.72/89636.328751.36=51.23KN同理：F2=83.08 KN F3=118.68KN F4=154.29KN F5=189.89 KN F6 =143.60KN（5） 地震作用下的水平位移的弹性验算：U=+=7.97210-3+4.58610-3+3.79910-3+2.98310-3+1.41610-3=21.5310-3m层间位移验算：底层：1/566满足要求； 二层：1/478满足要求；顶点位移验算：=1/865满足要求。由于风荷载远小于水平地震作用，故不必验算风荷载作用下框架的弹性水平位移，肯定能够满足。4.5.屋面雪荷载（分布同屋面可变荷载）P雪ABP雪CD0.33.150.945 KN/mP雪BC0.32.4=0.72 KN/mP雪A=P雪D=(1.5751.575+3.153.15) 0.3=3.72KNP雪B= P雪C= 1.21.2+4.351.2+1.5751.575+3.153.150.3=5.72 KN5内力计算5.1.恒载作用下的内力计算采用分层法梁上分布荷载由矩形和梯形两部分组成，可根据固端弯矩相等的原则先将梯形分布荷载及三角形分布荷载化为等效均布荷载。 g6边g6AB1+g6AB2=6.54+25.96=29.66KN/mg6中g6BC1+g6BC2=6.54+12.22=14.18 KN/m图示结构内力可用弯矩分配法计算，并可利用结构对称性取二分之一结构计算，各杆的固端弯矩为：M6AB= M6BA =g6边l边229.666.3298.10 KNMM6BE=g6中l中214.181.226.81 KNMM6EB=g6中l中214.181.223.40 KNM弯矩分配法计算过程如图5.1.所示：0.144 0.856 0.264 0.044 0.692 表5.1 A5ABBAB5BCCB-98.1098.10-6.81-3.4014.1383.9741.99-17.60-35.19-5.86-92.2392.232.5315.077.54-1.00-1.99-0.33-5.225.220.140.860.43-0.11-0.02-0.3094.3516.8-16.8110.77-6.21-104.5694.35二至四层荷载作用：利用结构对称性取二分之一结构计算。同理，先将梯形分布荷载及三角形分布荷载化为等效均布荷载。g边gAB1+gAB2=21.73+19.13=38.77 KN/mg中gBC1+gBC2=6.54+9=12.17 KN/m各杆的固端弯矩为：MAB= MBA=g边l边238.776.32106.36 KNMMBC=g中l中212.171.225.84KNMMCB=g中l中212.171.222.92 KNM弯矩分配法计算过程如图5.2.所示：0.126 0.126 0.748 0.253 0.042 0.042 0.663 表 5.2A上A下ABBAB上B下BCCB-128.23128.23-5.84-2.9216.1616.1695.9147.96-21.55-43.10-7.15-7.15-112.95112.952.722.7216.128.06-1.02-2.04-0.34-0.34-5.345.340.130.130.7619.0119.01-38.01139.11-7.49-7.49-124.13115.37底层除柱子的线刚度不同外，其它同二至五层，故其弯矩分配过程如图5.3.所示：0.130 0.097 0.773 0.255 0.043 0.032 0.67 表 5.3A上A下ABBAB上B下BCCB-128.23128.23-5.84-2.9216.6712.4499.1249.56-21.93-43.85-7.39-5.50-115.21115.212.852.1316.958.48-1.08-2.16-0.36-0.27-5.685.680.140.100.8319.6614.67-34.34140.26-7.75-5.77-126.73117.97将各层分层法求得的弯矩图叠加，柱子按传递，并将叠加后的各个不平衡的节点重新分配，从而得到竖向荷载作用下的整个结构的弯矩图。顶层：左端：16.8+6.340.91=22.23 右端：110.77+1.382.72=109.-16.8-5.43=-22.23 -6.21-2.5+0.23=-8.48 -104.56+3.61=-100.95五层： 左端：19.01+5.6-1.51=23.1 右端： -7.49-2.07-0.059=9.62-38.01-8.94=-46.95 139.11-0.36=144.7319.01+6.34-1.51=23.84 -124.13-0.93=-125.06 -7.49-2.5-0.059=-10.05四层：左端：19.01+6.34-1.6=23.75 右端：-7.49-2.5-0.057=-10.047 19.01+6.34-1.6=23.75 -7.49-2.5-0.057=-10.047 -38.01-9.49=-47.5 138.768+6.35=145.118 -124.13-0.895=-125.025三层：左端：19.01+6.34-1.6=23.75 右端：-7.49-2.5-0.057=-10.047 19.01+6.34-1.6=23.75 -7.49-2.5-0.057=-10.047 -38.01-9.49=-47.5 138.768+6.35=145.118 -124.13-0.895=-125.025二层：左端：-1.63+19.01+6.34=23.72 右端：-7.49-2.5-0.0575=-10.05 -1.63+19.01+6.55=23.93 138.763+6.45=145.213 -9.65-38.01=-47.66 -7.49-2.58-0.0575=-10.128 -124.13-0.908=-125.038一层：左端：19.66+6.340.82=25.18 右端：141.52-2.45=139.07 -34.34-4.9=-39.24 -126.73+3.31=-123.42 14.67-0.61=14.06 -7.75-2.5+0.21=-10.041 -5.77+0.16=-5.61一层传至柱底的弯矩为：柱A.D:14.067.03柱B.C：-5.61-2.805（1） 跨中弯矩计算：将固端弯矩简化为简支端计算，同时将荷载叠加，如图5.7.所示：对于：图 5.4 M中ql2=6.546.3232.45KNM（五层边跨） =6.542.424.71 KNM（中跨）=21.736.32107.81KNM（其它层边跨）对于： 图 5.5M中25.9623+25.962190.37KNM(顶层边跨)19.1323+19.132140.29KNM(其它层边跨)对于： 图 5.6M中1.212.221.25.87KNM (顶层中跨)1.291.24.32KNM (其它层中跨)跨中弯矩组合：顶层：M边= 32.45+190.37=222.82 KNM M中 =4.71+5.87=10.58 KNM标准层：M边 =107.81+140.29=248.1 KNMM中=4.71+4.32=9.03KNM故梁的跨中弯矩即等于梁端弯矩的平均值减去跨中弯矩组合值。（2） 弯矩调幅：将梁各固端弯矩值乘以0.85的折减系数如图19.所示,括号内为调幅后的弯矩，跨中弯矩为调幅后的端弯矩的平均值减去跨中弯矩组合值。图5.7（3） 剪力计算：按简支跨计算： 对顶层边跨： 图5.8 V16.36.546.33.1525.963.63.525.961.5756.318.9+93.020 V176.01KN 同理：V299.54KN对顶层中间跨： 图5.9V12.4-6.542.41.2-12.222.41.20 V1V215.18KN 对五层边跨：V16.321.736.33.1519.133.63.1519.131.5756.339.91+123.020 V1104.76KN 同理：V2131.14 KN对五层中间跨：V2.4-6.542.41.2-92.41.20 V1V213.25KN 对四层边跨：V16.321.736.33.1519.133.63.1519.131.5756.340.38+123.350 V1104.78KN 同理：V2131.12KN对四层中间跨：V2.4-6.542.41.2-92.41.20 V1V213.25 KN 对三层边跨：V16.321.736.33.1519.133.63.1519.131.5756.340.38+123.350 V1104.78KN 同理：V2131.12KN对三层中间跨：V2.4-6.542.41.2-92.41.20 V1V213.25 KN 对二层边跨：V16.321.736.33.1519.133.63.1519.131.5756.340.51+123.430 V1=104.79KN 同理：V2131.11 KN对二层中间跨：V2.4-6.32.41.2-92.41.20 V1V213.25 KN对首层边跨：V16.321.736.33.1519.133.63.1519.131.5756.368.31+118.210 V1110.03KN 同理：V2125.87KN对首层中间跨：V2.4-6.542.41.2-92.41.20 V1V213.25KN（4） 柱子轴力计算：六层边柱N6D=G6DG柱V1=95.3+16.2+76.01=187.51KN五层中柱：N6C=G6CG柱V1V2=95.86+16.2+15.18+99.54=226