土木工程毕业设计论文(建筑类)

1、土木工程毕业设计论文 （建筑类 ）第一章 建筑设计一 工程概述 本工程为某大学生公寓楼，地处烟台市莱山区，是六层的全现浇钢筋混凝土框架结构。建筑面积为6300仃，占地面积约为1200m 2，共可容纳约1000人住宿。该公寓 设公共洗漱间和厕所，采用节能设计思想。二 环境概况与建筑做法概述设计数据如下：1、气象条件。基本风压是 0.55kN/仃，基本雪压是 0.4kN/仃。2、 抗震设防裂度。抗震设防裂度为7 度，地震时设计基本加速度为 0.10g ，属第 一组，抗震等级为三级。3 、工程地质条件。地面粗糙类别为 A 类，属二类建筑场地，基础持力层为粘粒含 量10%的粉土，地基承载力特征值 Fa

2、k =180kPa ,地下水位在天然地面下 3.2m , 且无侵蚀性。4、设计标高。室内设计标高 0.000 相当于绝对 +4.000m ，室内外高差 0.45m 。5、 墙身做法。墙身采用空心砖砌块，M5 混合砂浆砌筑，内粉刷为混合砂浆打底， 纸筋灰抹面， 厚 20mm ，“803 ”内墙涂料两度。 外粉刷为 1 ：3 水泥砂浆打底厚 20mm ， 3mm 釉面砖贴面。6、楼面做法。 楼板顶面为 18mm 厚水泥砂浆找平， 12mm 厚 1：2 水泥砂浆批面， 3 mm 厚瓷砖。7、 屋面做法。先浇楼板上铺膨胀珍珠岩（檐口厚30 mm ， 2%自檐口两侧向中间土木工程毕业设计论文 (建筑类

3、)找坡) 100 mm 厚加气混凝土绝热层， 1：2 水泥砂浆浆找平层厚 20 mm ，高聚物改 性沥青防水卷材。8、门窗做法。宿舍门为木门，其它为铝合金门窗。9、混凝土强度等级：梁板为 C25 ，柱为 C30 。第二章 结构设计一 结构布置与梁柱截面尺寸、板厚、梁跨度与柱高度的确定(一)结构平面布置见建筑图，梁柱截面尺寸、梁跨度与柱高度的确定。1、 现浇楼板厚度卫生间取80 mm,其余均取100 mm，结构平面布置见建筑图 各梁柱截面尺寸确定如下：2、轴的横向框架梁h=(1/10-1/12)L=(1/10-1/12)X6000=500-600m,取 h=600 m 。b=(1/2-1 /3)

4、X500=166-250 mm,取 b=300 m 。b Xh=300 m X500 m。B C F G 轴的纵向梁h=(1/10-1/12)L=(1/10-1/12 )X3600=400-300 m,取 h=500 m。b=(1/2-1/3)X500=250-170 m, 取 b=300 m。中柱、边柱连系梁,取 bXh=300 X500方柱截面均取 bXh=450 mX450 m3、柱高度底层柱高度 h=3.2+0.45+0.5=4.15m土木工程毕业设计论文（建筑类）二层一顶层的层高为 3.2m.（二）框架计算简图123 456789上11-上11上r1-上-下卜12 I下 _上45下6

5、上789下下2下14156下r711下2下4156下7 丄上L下2下4156下7bL!下上2下4156下|17上上上.下下下k下在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，BG垮的中框架梁:icF=2E X1/12 X0.3 X0.603/6=18 X10-4EBG跨边框架梁:iBC=i fg=1.5E X1/12 X0.3 X0.603/6=13.5 X10-4E上部各层柱：i=E X1/12 X0.45 X0.453/3.2=10.68 X10-4E底层柱：i=E X1/12 X0.45 X0.453/4.15=8.23 X10-4E第三章荷载计算屋面恒载标准值按屋面做法逐项计算均布荷载:高聚

6、物防水卷材层0.4 kN/ m220厚1 : 2水泥砂浆找平0.02 X20=0.4 kN/ m230-130厚（2%找坡）膨胀珍珠岩(0.03+0.13 ) /2 X10=0.8 kN/ m2土木工程毕业设计论文（建筑类）100厚现浇钢筋混凝土楼板15厚纸筋石灰抹底合计0.1 X25=2.5 kN/m20.015 X16=0.24 kN/m24.31 kN/ m2图31恒荷载计算简图土木工程毕业设计论文（建筑类）图32活荷载计算简图二楼面恒载标准值按楼面做法逐项计算均布荷载瓷砖20 mm厚水泥砂浆找平100厚现浇钢筋混凝土楼板15伽厚纸筋石灰抹底合计三屋面活载屋面均布活荷载标准值上人屋面按荷

7、载规范取0.65 kN/ m20.02 X20=0.4 kN/ m20.10 X25=2.5 kN/ m20.015 X16=0.24 kN/ m:3.75 kN/ m2q 6BC =q 6FG=q 6CF =2.0 kN/m 2四楼面活载楼面均布荷载标准值为：pBC =p CF =p FG =2.0 kN/m 2 楼面集中荷载标准值：P6B=P 6G=0.5 X3.6 X0.5 X3.6 X2.0=6.48 kNpc=p f=0.5 X（3.6+3.6-3.6） X0.5 X2.0+0.5 X3.6 X0.5 X3.6 X2.0=12.96 kN五 梁上恒载计算：（一）、框架梁的线荷载1 、

8、屋面框架梁线荷载标准值屋面恒荷载4.31kN/m 2X3.6m=15.5 kN/m框架梁自重0.3X0.6X25=4.5 kN/m梁侧粉刷2X（0.6-0.1 ）X0.02X17=0.34kN/m故作用在顶层框架梁上的线荷载为：g6Bc1 =g 6FG1 =4.84 kN/m ;g6cF=4.84 kN/mg6Bc2 =g 6cF2 =g 6FG2 = 15.5kN/m2 、楼面框架梁线荷载标准值（恒荷载） 楼面恒荷载3.14kN/m 2边跨框架梁：边跨框架梁自重与梁侧粉刷荷载4.84 kN/m边跨填充墙自重 （3.2-0.6 ） X 3.23=8.4 kN/m墙面粉刷（3.2-0.6 ）X0

9、.02X2X17=1.46 kN/m中跨框架梁自重与粉刷荷载4.02 kN/m故作用在中间层框架梁上的线荷载为：g BC1 =g FG1 =4.84+9.86=14.7 kN/m ,g CF1 =4.84 kN/mgBC2=g fg2= g cf2 =3.14 X3.6=11.3 kN/m二)、框架梁的集中荷载1 、屋面框架梁的集中荷载标准值：边柱连系梁自重0.3X0.6X3.6X25=16.2 kN粉刷荷载0.02X(0.5-0.1 )X2X3.6X17=0.98 kN1 米高女儿墙自重1X3.6X2.08=7.49 kN女儿墙粉刷1 X0.02 X2 X3.6 X17=2.5 kN故顶层边

10、节点集中荷载 中柱连系梁自重与粉刷荷载 连系梁传来屋面自重故顶层中间节点集中荷载2 、楼面框架节点集中荷载标准值：边跨连系梁自重与粉刷荷载门窗自重窗下墙体自重墙体粉刷荷载窗边墙体自重 （窗边墙体粉刷G6B =G 6G =44.62 kN16.2+.098=17.18 kN/m 0.5X3.6X0.5X3.6X4.31=13.96 kN 0.5X(3.6+3.6-3.6 )X1.2X4.31=9.31 kN G6B =G 6G =40.45 kN17.18 kN2.7X1.8X0.45=2.19 kN0.19X0.9X3.6X19=11.7 kN2X0.02X0.9X3.6X17=2.2 kN3

11、.6-.045-1.8 )X0.19X2.7X19=13.16 kN1.35X2.7X0.02 X2X17=2.48 kN10.17 kN连系梁传来集中荷载故中间层边柱节点集中荷载GB =G G =70.28 kN中柱连系梁自重与粉刷17.18 kN连系梁传来楼面集中荷载10.17 kN故中间层中柱节点荷载G6B =G 6G =40.45 kN3、中间层中柱跨中集中荷载门自重荷载0.9X2.1 X0.45=0.85 kN门边墙体自重(3.6-0.9-0.45 ) X(3.2-0.5 ) X0.19 X19=21.93 kN墙体粉刷荷载2.25 X (3.2-0.5 )X0.02X17=2.07

12、 kN中柱跨中集中荷载GCF =G FC =42.03 kN六 梁上活载1 、顶层梁上线荷载标准值：p6BC =p 6CF =p 6FG =2.0 X3.6kN/ m 2=7.2 kN/m2、顶层节点集中荷载标准值：p6B=p 6G=4.86 kNp6C=p 6F=0.5 X(3.6+3.6-3.6) X0.5X2.0+0.5 X3.6X0.5X3.6X2.0=12.96 kN3 、中间层梁上线荷载标准值：p6BC =p 6CF =p 6FG =2.0 X3.6KN/m 2=7.2 kN/m4、 楼面集中荷载标准值：p6B=p6G=0.5 X3.6X0.5X3.6X2.0=6.48 kNpC=

13、p F=0.5 X(3.6+3.6-3.6) X0.5X2.0+0.5X3.6X0.5X3.6X2.0=12.96 kN七 风荷载计算根据荷载规范风压标准值计算公式为：z? s ? z ? o式中：Wz 风荷载标准值，KN/仃位一一高度E处的风振系数，取为1.0炉一一风荷载体型系数（按规范，迎风面取0.8，背风面取-0.5 ）口风压高度变化系数Wo 基本风压取 0.55 kN/ m2由于结构高度H30m,可近似取B Z=1.0。对于矩形平面卩S =1.3，贬可查荷载规范。将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载。计算过程如下表。其中z 为框架节点至室外地面高度， A 为一榀框架各层节点的受

14、风面积。层数 B Z风荷载计算表表 7 1611.319.651.2420.5511.52511.316.451.1720.5511.52411.313.251.0910.5511.52311.310.0510.5511.52211.36.6510.5511.52111.33.6510.5511.52S z(m)u z 3 o A(m2)八 地震荷载的计算与变形验算由于地震力主要为水平方向，故仅考虑水平地震作用，而不考虑竖向地震力。（一）、各楼层等效质点 j 的重力荷载代表值G乜=4.31 X21 X3.6+4.84 X21+44.62 X2+40.45 X2+0.5 X3.2 X（21-2.

15、4 ） X0.19 X19+0.5 X3.2 X3.6 X0.19 X19+0.45 X0.45 X0.5 X3.2 X25 X4 X14=10520.2 kN五层至一层近似相等，统一为:G v = G iv = G 皿=G n =G i =(3.14 X21 X3.6+4.84 X21+70.28 X2+27.35 X2+42.03 X2+0.45 X0.45 X3.2 X25 X25 X4) X14=9373.7kN0.33 0.00069H20.330.0006919.223 21结构横向基本周期,0.422S按照规范中给出的经验公式求解:（二）、地震力的计算根据抗震规范，查表知，该建筑

16、物基本烈度为7度，地震分组为第一组的地区，场地类型为n类。设计基本地震加速度为 0.1g,查表知，特征周期值为 Tg=0.35s 。查表知，水平地震影响系数最大值a max =0.08。阻尼比取E=0.03 。考虑阻尼对地震影响系数形状的调整，阻尼调整系数10.06 1.70.05 0.030.06 1.7 0.031.18衰减指数调整0.90.050.5 50.90.05 0.030.5 5 0.030.931调整后地震影响系数Tmax0.9310.350.4221.18 0.080.0818结构横向总水平地震作用标准值:FekGeq=0.0818 X0.85 X(10520.2+9373.

17、7X5) =4130 kN由于T1 1.4T g ,故不考虑定不附加水平地震作用。由得:GjHj 1=10520.2 X22.9+9373.7 X(19.7+16.5+13.3+10.1+6.7) +2008.6 X3.7=869820.7 kN所以,9373.7 22.986982074129.9 = 1143.9 kN9373.7 19.7869820.74129.9876.8 kNIV9373.7 16.5869820.74129.9 734.4kNF 川=592 kN ,Fn = 449.5 kN , FI = 298.2 kN经计算，每榀框架柱分得的水平地震力为：F6=76.3 kN

18、F5=58.5 kNF4=50 kN ,Fa =39.5 kNF2 =30 kNF1=14 kN 。水平地震荷载的计算简图见下图3 1 :框架梁的线刚度见表31 :柱的线刚度与D值见表3 2,表3 3 :714aia132?Ai121?朗4nEJ1017742g152377?勿峙J图3 1地震荷载、风荷载计算简图中柱的刚度层数截面层高混凝土惯性矩线刚度底层KKbK2Kccbh(m2)h(m)E|cKc半其它K诊c60.453.223.4 X34 X249871.680.420.5 K2 K1.47K2 K12(kN/m450.453.223.4 X34 X249871

19、.680.421.4715426210610-440.453.223.4 X34 X249871.680.421.4715426210610-430.453.223.4 X34 X249871.680.421.4715426210610-420.453.223.4 X34 X249871.680.421.4715426210610-910.454.123.4 X34 X192671.90.620.783622510610-4框架梁的线刚度表3 1顶框架截面跨混凝惯框架一梁度土性矩层bhlEIo边梁中梁边梁中梁与o(m 2Ib= (3I0Kb -l一(m2)(kN.m)般)层横向0.3 X623

20、.4 X54 X81X108X3154210.610610-410-410-49020纵向0.3 X3.623.4 X31X47 X63 X10-43044050.510610-410-42060边柱的刚度表3 3截面层混凝惯性矩线冈H底Kc2 K12T7D应层高土度层(kN/数K /bm)bhhEIcKc学其0.5 Kc2 K(m2)(m它)K kKb60.453.223.4 X34X24981.260.391.4714325210610-4750.453.223.4 X34X24981.260.391.4714325210610-4740.453.223.4 X34X24981.260.3

21、91.4714325210610-4730.453.223.4 X34X24981.260.391.4714325210610-4720.453.223.4 X34X24981.260.391.4714325210610-9710.454.123.4 X34X19263.280.650.788672510610-47（三）地震荷载作用下的变形验算米用D值法进行验算，计算过程见表 3 4表3 4层数地震力Fi刚度D层间位移FijD顶点位移层高h(m)j总咼度顶点位移与总咼 之比61143.83300.001370.02053.292820.1552020.78330280.002430.0191

22、3.242755.83300.003310.01673.212833347.83300.004020.01343.212823796.68330280.004560.009353.214094.88552040.004790.004794.15经验算，各楼层均满足层间位移，建筑物的顶点位移也满足规范中的要求。四楼板设计一设计资料对各层楼板设计，故按双向板进行计算。楼板自重加上面层、粉刷层等，恒荷载标准值 gk=3.14kN/m 2,楼面活荷载标准值为qk=2.0kN/m 2 。采用C25混凝土浇注，板中钢筋采用HPB235筋。二荷载设计值恒荷载设计值：g=1.2g k=1.2 X3.14=3.

23、78kN/m2 .活荷载设计值：q=1.4q k=1.4 X2.0=2.8kN/m2.荷载设计值：g+q=6.6kN/m2三计算跨度：内跨：I。lc，边跨：I。lc-250+ 100- b .具体见表 4 1 o2 2四内力计算：考虑到实际情况，采用塑性铰线法进行计算。计算后绘表4 1 o假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变化。根据不同的支承情况，整个楼盖可分为A、B、C、D四种区格。板的类别见图41。图 4 1 板的平面布置取 m2u = am iu,pi=血 =(3i =血”=2 ， . 弯矩计算公式为:M 1u=m 1ul02=nm1ul01(41)M 2u=

24、m 2ul01=am 1ul01(42)M 1u =Miu =nBm1ul01(43)M 2u =M ”2u = am iu ioi(44) .2 M 1u +2 M 2u + M1u + M ” 1u + M2u + M ” 2u =(4 5)式中：M 1u 短跨（ l01 ）方向跨中极限承载能力，M2u长跨（102）方向跨中极限承载能力，M 1u ， M ”1u 短跨方向两支座极限承载能力，M 2u ， M ”2u 长跨方向两支座极限承载能力 pu 为楼面荷载设计值。一） A 区格：,a=0.4, Pu=6.6kN/m 2 故有:土木工程毕业设计论文 （建筑类 ）M 1u = 5.61m

25、1M 1u = M ” 1u = -11.22 m 1M 2u = 2.24 m 1 ，M 2u=M ” 2u= -4.48 m 1 。将上述各值代入（ 4 5）得：miu=1.89kN mm 2u=0.4m iu=0.76kN m,m 1u=m “1u=-2m 1u=-3.78kNm,m 2u=m “2u =-2m 2u =-1.52kN m.二）、 B 区格：,a=0.4, pu =6.6kN/m2由于 B 区格与 A 区格基本相似，故不重新计算：M1u=5.61m 1，M 1u = M ”1u =-11.22 m 1将上述各值代入（ 45）得：miu=1.87kN m ,m 1u=m ”

26、1u=-2m 1u=-3.74kN三）、 C 区格：,a=0.4, pu =6.6kN/m 2 由于C区格与B区格基本相似,M1u=5.61m 1，M 1u = M ”1u =-11.22M 2u = 2.24 m 1,M 2u=M ” 2u= -4.48 m 1m2u=0.4m iu=0.7kN m,m,m 2u=m ”2u=-2m 2u=-1.5kN m故不重新计算：m1M 2u = 2.24 m 1,M 2u=M ”2u = -4.48m1。将上述各值代入（ 45）得：m1u=1.84kN m ,m 2u=0.4m 1u=0.74kN m,m 1u=m “1u=-2m 1u=-3.68k

27、N m,m 2u =m “2u =-2m 2u =-1.48kN m（四八D区格:,a=0.3, Pu =6.6kN/m 2故有：M iu=5.7m iM 2u = 2.4 m iM iu = M ” iu =-11.5 m iM 2u=M2u =-4.68 m i 。将上述各值代入（4 5）得:miu=1.76kN mm 2u=0.4m iu=0.68kN m,m iu=m ” u=-2m iu=-3.43kN m,m 2u=mu=-2m 2u =-i.28kN m五配筋计算：各个区格的截面高度见表 42，弯矩设计值见表 4i，考虑到四边与梁整体 浇结的板的有利因素，对该类板进行折减，取为设

28、计值的80%，取余不折减。为方便计算，近似取丫 =0.95 ,具体配筋列于表4 2。各种区格的配筋率应该 满足最小配筋率的要求，并有足够的搭接和锚固，具体要求按照混凝土设计规范 的具体要求执行。按塑性铰线法计算的各区格正截面受弯承载力设计值表4 1单位:kN m项目.区格ABCD101(m)3.65.655.656102(m)3.33.33.253.25M iu(kN m)5.61m i5.61m i5.53m i5.85m iM2u(kN m)2.24m12.24m12.21m12.34m 1M iu(kN m)-11.22m i-11.22m 1-11.06m 1-11.7m 1M ” i

29、u(kN m)-11.22 m i-11.22 m 1-11.06 m 1-11.7 m 1M 2u(kN m)-4.48 m 1-4.48 m 1-4.42 m 1-4.68 m 1M ” 2u (kN m)-4.48 m 1-4.48 m 1-4.42 m 1-4.68 m 1m iu (kN m)1.891.871.841.76m 2u (kN m)0.760.750.740.71m iu (kN m)-3.78-3.74-3.68-3.52m ” iu (kN m)-3.780-3.680m 2u (kN m)-1.52-1.500m ” 2u (kN m)-1.52-1.5-1.48

30、-1.41按塑性理论设计的截面配筋表4 2m2)跨A区格loi向方801.890.8=1.51X84.6e6200141102方720.76X38.0141向0.8=0.616200中B格区loi向方801.87104.76200141102方720.7546.7141向6200C格区loi向方801.84103.16200141102方720.7446.1141向6200D区loi方801.7698.5141格向6200l02方720.7144.2251向6200A A80-1.5X68.3251支0.8=-1.228200A -B80-3.7X169.1251座0.8=-3.028200A

31、 C80-1.5285.1e8200251C D80-3.68206.18200251B B80-1.584.08200251B D80-1.584.08200251第五章 结构内力计算与内力组合各种荷载作用下的内力见下面的图表一内力图（一 ）恒荷载作用下的内力图见图51.1 ，图5 1.2，图 51.3。（二 ）活荷载作用下的内力图见图51.4 图 51.5，图 5 1.6。（三）风荷载作用下的内力图见图51.7 图 51.8，图 5 1.9。（四 ）地震荷载作用下的内力图见图5 1.10 ,图 5 1.11，图 5 1.12由于结构的对称性，风荷载与地震荷载仅做出其在左侧时的内力。当风荷载

32、与地 震荷载在右侧作用时，对称做出。38.91XX-45 2B4 4$31.16V22.40-妬超13-60.51.72-29刑匸7-.U474.9414 290 4&100.2830.25NT4M4-./严十_1OJ2勺74.8J-62 5516100 3D-49.23 5377-3 .91电94n/ 丿 42 花-74-64.42ino厂31 42.101.236-60.5173(“ 42-57. ?3-57.51 h4匸37.应.巧-17.94-5.23-3(J3431043.5332J7-2 772755 41.101.90-28.7BXkm NtsJJO45：-45.39-47 11

33、66.0629.133 x-65 7634 0C-65.0364.11、曲921S61.36y20-3：.20-53.55-61.36卿.3U1立厲65.0- 34古4226 K22312d28 552J.4D27 4S*-3120-53.553：2033 2131、20|L58 55r 3120|【758 55-5S.55-317.20-5 士、J20-3：20-95ISLSt-17.66 -16.61-16 61 -n.66-13 2?-132913-1.50115418.3030-1775-rf47-8.55V361 051.30.却14.92-14.23X1 JK、UXM爲0/635

34、：i1 L5-5S 10筛1000 i?o/ -1.05 772-H.5E-1644S.14 匚-13.55-13 5E-4頤2 60MR -15 83ose二.-n.94-0.17 3 :1.17.0373-18.9112.-17.S4-17.5S5.74-1 刘 -J-0.1933-0.05-】站-17.9417.C355-U.44-0.7410.571S.55-13.91-0.179,5 50.161412J 8-S60图5 1.4活荷载作用下结构的弯矩图单位（kN m ）风从左侧吹来时的弯矩、剪力、轴力图分别见下图5 1.1 ,图5 1.1，图5 1.1-29 CS3 2S3.3E-L

35、： y d-13 75z-2fT.Q選23.57 /-2K 67图5 1.7风荷载作用下结构的弯矩图单位（kN m）-.一112L107311022T*56图5 1.8 风荷载作用下结构的剪力图单位（kN ）图5 1.9风荷载作用下结构的轴力图单位（kN ）左侧地震荷载作用下结构的弯矩、剪力、轴力图见图5 4.1，图5 4.1，图5 4.1。8725 5S4459 K18-32.7(7：.33-1 /：=467 4R143.5?32.337H5.0SU5.29-165.04-m.50:T/1C8旳#76116.1D3.3-42.2474.83?7.25-89 1097.06-701-92.5-

36、112.20-58.35116/149S.71136.79755-112T.72丄I 16143 4E3251-64.图5 1.10地震荷载作用下结构的弯矩图单位（kN m ）图5 1.11地震荷载作用下结构的剪力图单位（kN ）J3图5 1.12地震荷载作用下结构的轴力图单位（kN ）二内力组合各种荷载作用下的框架内力求得之后，根据最不利又是可能的情况进行内力组土木工程毕业设计论文 (建筑类 )一)、内力组合前的调幅考虑到结构塑性内力重分布的有利影响， 应在内力组合之前对竖向荷载作用下的 内力进行调幅。竖向荷载主要为恒荷载和活荷载，恒荷载满跨布置，活荷载本应按 最不利布置来进行组合。为简化方

37、便，采用满布荷载法，但所求得的梁跨中弯矩却 比最不利荷载布置法要小，因此对梁跨中弯矩乘以1.11.2得系数予以增大，计算精度可以满足工程要求。设框架梁 AB 在竖向荷载作用下，梁端最大负弯矩分别为MAO 、MBO ,梁跨中的最大正弯矩为 M CO ,则调幅后的梁端弯矩为：M a= (3M ao ,M b= pM bo.(5 2.1 )式中，B为弯矩调幅系数，对于现浇框架可取B =0.80.9 ;M A 、M B 分别为调幅后梁端弯矩。梁端弯矩调幅后， 在相应荷载作用下的跨中弯矩必将增加， 因此应根据校核梁的 静力平衡条件，由下式检验：(52.2)其中， M Co 为跨中最大正弯矩； M o 为

38、按简支梁计算的跨中最大弯矩值。 弯矩调幅只对竖向荷载作用下的内力进行，水平荷载不参与调幅，因此，弯矩 调幅应在内力组合之前进行。设计采用调幅后的内力值进行截面设计和配筋计算。 所选框架为轴的框架简图，见图5 2.12:234上8-8-图5 2.1框架控制截面简图（二）、荷载作用下的内力框架为六层，在各种荷载作用下的内力图，由结构力学求解器求出， 现在给出各层框架梁的内力图，见表 5 2.1。梁在荷载作用下的内力表 5 2.1控制恒载活载风载地震层数截面MVMVMVMV层1-33.145.39-11.314.5713.2914.626.07.33顶245.57016.27030.414.63.6

39、7.333-41.89-48.8-14.12-15.6774.114.618.47.334-45.7147.11-15.0115.1217.6615.626.08.64535.36013.02027.715.10.038.646-45.71-47.1-15.01-15.5273.115.125.98.647-41.8948.84-14.1215.6716.6115.718.07.15845.57016.27030.415.73.47.159-33.1-45.4-11.3-14.5777.415.724.97.151-54.8766.09-16.581619.51643.217.9249.52013.97028.5165.3417.93-63.61-69.6-12.1-14.2476.51648.417.9五4-83.8495.18-14.6515.1217.2415.161.220.4573.8013.52028.115.10.0520.4层6-83.84-95.2-14.65-15.1273.515.161.120.47-63.6169.57-12.114.2414.2314.24817.7849.52013.97028.514.25.217.79-54.87-66.1-16.58-167