1031186计算.doc

1 结构计算书总说明 1.1 楼（屋）盖结构计算 本设计采用了弹性理论方法和塑性内力重分布方法两种计算方法对楼（屋）盖的梁板结构进行了结构分析和计算，并根据计算结果进行配筋构造设计。 1.2 框架结构计算 池州富华行政指挥综合楼设计采用人工计算的方法对所选取的一榀框架进行了结构计算，主要进行了框架荷载计算、框架内力计算、框架荷载效应组合和框架截面设计等。 1.3 基础结构计算 本设计基础选用柱下独立基础，主要对框架结构计算中所选取的一榀框架的柱下独立基础进行了结构计算和设计。 注：本结构计算和设计除某些方面具体注明外，其余均按新规范要求进行计算和设计。 2 结构计算书 2.1 楼板结构计算 2.1.1[设计资料] 池州富华行政指挥综合楼楼盖结构采用现浇钢筋混凝土楼盖，楼面面层为地砖地面（q=0.55N/ m2），100mm厚钢筋混凝土板，15mm厚混合砂浆天棚抹灰，楼面活载标准值q=0.55N/ m2，楼盖采用C30混凝土(fc=14.3N/mm2)，钢筋采用HPB235级(fy=210 N/mm2)。梁中纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300 N/mm2)钢筋，其它采用HPB235级钢筋。 2.1.2[结构布置] 选第四层结构平面进行设计，楼盖梁板结构布置及构件编号和尺寸见结施图，由于是对称的选其中一部分进行计算，楼面板的布置如下图2.1.1所示(图中尺寸单位为mm)： 2.1.3 荷载计算 (1) 楼面板[100mm(120mm)厚]（不包括卫生间） 30mm厚地砖面层 0.70kN/m2 100mm(120mm)厚钢筋混凝土板 0.1 m (0.12m)×25kN/m3=2.5kN/m2 (3kN/m2) 20mm厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2 轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2 恒载标准值 gk=3.68kN/m2 恒载设计值 g=1.2×3.68kN/m2 =4.416kN/m2 活载设计值 q=1.4×2 kN/m2=2.80kN/m2 合计 荷载设计值 p=g+q=7.216 kN/m2 (2)走廊楼面板(80mm)厚 30mm厚地砖地面 0.70kN/m2 80mm厚钢筋混凝土板（ 结构层引起的楼面恒载） 0.08m×25kN/m3=2kN/m2 20mm厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2 轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2恒载标准值 gk=3.18kN/m2 恒载设计值 g=3.18×1.2=3.816 kN/m2 活载设计值 q=2.5×1.4= 3.50kN/m2 合计 荷载设计值 p=g+q=7.316 kN/m2 (3)卫生间楼面板(100mm)厚 30mm厚地砖地面 0.70kN/m2 100mm厚钢筋混凝土板 0.10m×25kN/m3=2.50kN/m2 500mm厚焦渣混凝土 0.5m×12kN/m3=6kN/m2 20mm厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2 轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2 恒载标准值 gk=9.68kN/m2 恒载设计值 g=9.68×1.2=11.616kN/m2 活载设计值 q=2.0×1.4= 2.8kN/m2 合计 p=g+q=14.416 kN/m2 2.1.4 荷载计算2 由于各板，故都按双向板计算。由于支座宽度较小，计算跨度近似取轴线间距。 在求各区格板跨内正弯矩时，按恒载均布及活载棋盘式布置计算，取和分别作用下跨内最大正弯矩之和为设计值；在求各中间支座最大负弯矩时，按恒载及活载均满布各区格板计算。取荷载： （1） 楼面板荷载 g’=g+q/2 =4.416+2.8/2=5.816 KN/m2 g+q=4.416+2.8=7.216KN/m2 （2） 走廊楼面板荷载 g’=g+q/2 =3.816+3.5/2=5.566KN/m2 g+q=3.816+3.5=7.316 KN/m2 （3） 卫生间楼面板荷载 g’=g+q/2 =11.616+2.8/2=13.016KN/m2 g+q=11.616+2.8=14.416 KN/m2 （4）雨棚板荷载: g’=g+q/2 =5.376+0.7/2=5.726KN/m2 g+q=5.376+2.8=6.076KN/m2 按《混凝土结构设计》附录8进行内力计算，计算结果见表2.1.1。 表 2.2.1 4楼板弯矩计算 区格 B1 B2 3.75/6.6=0.57 3.75/6.6=0.57 跨 内 计算简图 (0.0516×5.816+0.086×1.4) ×3.752=5.918 (0.0392×5.816+0.086×1.4) ×3.752=4.909 (0.0114×5.816+0.0.022×1.4) ×3.752=1.371 (0.0049×5.816+0.022×1.4) ×3.752=0.838 5.918+0.2×1.371=6.192 4.909+0.2×0.838=5.076 1.371+0.2×5.918=2.555 0.838+0.2×4.909=1.820 支 座 计算 简图 0.1122×7.216×3.752=11.385 0.0822×7.216×3.752=8.339 0.0784×7.216×3.752=7.954 0.0570×7.216×3.752=5.788 区格 B3 B4 2.4/3.75=0.64 2.4/3.75=0.64 跨 内 计算 简图 (0.0379×5.566+0.0065×1.75) ×2.42=2.013 (0.0782×5.566+0.079×1.75) ×2.42=1.709 (0.0065×5.566+0.025×1.75) ×2.42=0.465 (0.0571×5.566+0.025×1.75) ×2.42=1.575 2.013+0.2×0.465=2.106 1.709+0.2×1.575=2.024 0.465+0.2×2.013=0.868 1.575+0.2×1.709=1.917 支 座 计算 简图 0.0806×7.316×2.42=3.396 0.0358×7.316×2.42=1.509 0.0567×7.316×2.42=2.389 0.0084×7.316×2.42=0.352 区格 B5长边简支 B6(卫生间) 2.4/3.75=0.64 0.48小于0.5 跨 内 计算 简图 (0.0186×5.566+0.079×1.75) ×2.42=1.396 (0.0516×13.016+0.086×1.4) ×3.752=11.140 (0.0387×5.566+0.025×1.75) ×2.42=1.496 (0.0114×13.016+0.022×1.4) ×3.752=2.525 1.396+0.2×1.496=1.695 11.140+0.2×2.525=11.646 1.496+0.2×1.396=1.775 2.525+0.2×11.140=4.753 支 座 计算 简图 0.0754×7.316×2.42=3.176 0.1122×14.063×3.752=22.746 0.0930×7.316×2.42=3.918 0.0784×14.063×3.752=15.890 B1- B2支座 =×(-11.385-8.339)=-9.862 B1- B4支座 =×(-11.385-1.509)=-6.447 B1- B3支座 =×(-11.385-3.396)=-7.391 B6- B3支座 =×(-22.746-3.396)=-13.071 B1- B6支座 =×(-22.746-11.385)=-17.066 B2- B4支座 =×(-8.339-1.509)=-4.924 B3- B4支座 =×(-3.396-1.509)=-2.453 B4- B5支座 =×(-1.509-3.918)=-2.714 B5- B2支座 =×(-3.918-8.339)=-6.129 2.1.5 配筋计算 截面有效高度: lx方向跨中截面的hox＝h-20=120-20=100mm；ly方向跨中截面的hoy＝h-30=120-30=90mm；支座截面的hox＝100mm。 为了便于计算，均近似取r=0.95，。截面配筋计算结果及实际配筋，列于表2.1.2中。 表2.1.2 按弹性理论计算双向板截面的计算与配筋 项 截 面 h0 (mm) M (KN﹒m) As (mm2) 配 筋 实 用 As(mm2) 跨 中 B1 lx 100 8.52 388 φ10@150 523 ly 90 7.41 183 φ10@150 523 B2 lx 100 6.92×0.8=5.34 318 φ8@150 335 ly 90 4.98 130 φ8@150 335 B3 lx 100 4.09×0.8=3.28 132 φ8@200 251 ly 90 8.74×0.8=7.0 62 φ8@200 251 B4 lx 100 2.66×0.8=2.13 127 φ8@200 251 ly 90 2.01×0.8=1.61 137 φ8@200 251 B5 lx 100 2.77 106 φ8@200 251 ly 90 1.52×0.8=1.22 127 φ8@200 251 B6 lx 100 11.646 730 φ12@150 754 ly 90 4.752 340 φ10@150 523 支 座 B1- B2 80 -9.862 851 φ12@125 905 B1- B4 80 -6.447 655 φ12@150 754 B1- B3 80 -7.391 655 φ12@150 754 B6- B3 80 -13.071 868 φ12@125 905 B1- B6 80 -17.066 1306 φ12@100 1131 B3- B4 80 -4.924 557 φ12@150 754 B3- B4 80 -2.453 226 φ8@200 251 B4- B5 80 -2.714 179 φ8@200 251 B5- B2 80 -6.129 487 φ10@150 523 2.2 连续梁计算 连续梁的布置如图2.2.1所示。计算方法分别采用了弹性理论方法和塑性理论方法(即内力重分布法)。 2.2.1 连续梁（KL-1）计算 计算方法采用弹性理论方法，考虑活荷载的最不利布置。计算跨度为3.75m,按等跨连续梁计算内力，取=3.75m。 1、截面尺寸估算 h=l/8～l/14=3750/8～3750/14=469～268 取h=450mm，b=250mm（b不能小于200mm）。 2、荷载设计 恒载设计值 由板传来 三角形荷载 4.416KN/m2×(3.75/2)m＝8.28KN/m 等效均布荷载 8.28 KN/m ×（5/8）＝5.175 KN/m 240普通砖墙（考虑洞口折减） 1.2×18KN/m3×(3.6-0.45)m×0.24m×0.8=13.07KN/m 梁自重 1.2×25KN/m3×0.25m×(0.45－0.12)m＝2.48KN/m 20厚梁侧抹灰 1.2×(0.45－0.12)m×2×0.02m×17 KN/m3＝0.27 KN/m g=20.96 KN/m 活载设计值 由板传来 三角形荷载 2.8KN/m2×(3.75/2)m＝5.25KN/m 等效均布荷载 5.25 KN/m×（5/8）＝3.28KN/m q=3.28 KN/m 合计： g+q=24.24 KN/m 3. 内力计算 计算简图如图2.2.2。 梁的折算荷载为： 恒载 =20.96+3.28/4=21.78kN/m在计算中按满布荷载 活载 =(3×3.28)/4=2.46kN/m在计算中按最不利情况布置 在各种不同分布的荷载作用下的内力计算可采用等跨连续梁的内力系数表进行，跨内和支座截面最大弯矩及剪力按下式计算，则： M=KgL2+KqL2 V=KgL+KqL 式中系数K值由《混凝土结构设计》附录7查得，具体计算结果以及最不利荷载组合见表2.2.1、表2.2.2。将以上最不利荷载组合下的弯矩图及剪力图分别叠画在同一坐标图上，即可得梁的弯矩包络图(见图2.2.3)及剪力包络图(见图2.2.4)+ 表2.2.1 KL-1梁的弯矩计算（KN·m） 序号 计 算 简 图 边跨 跨内 中间支座 中间跨跨内 ① ② / ③ / / ④ / ⑤ / 最不利荷载组合 ①+② 27.39 -33.99 -25.58 10.11 17.03 ①+③ 23.89 -33.99 -25.58 12.84 14.09 ①+④ 26.42 -36.28 -24.96 12.15 14.09 ①+⑤ 23.89 -33.37 -28.04 12.01 16.30 表2.2.2 KL-1梁的剪力计算（KN·m） 序号 计 算 简 图 端支座 中间支座 ① ② ④ ⑤ 最不利荷载组合 ①+② 36.30 -54.60 43.08 -38.59 45.45 ① +④ 35.69 -55.22 48.48 -42.42 40.63 ① +⑤ 31.86 -49.82 46.87 -44.02 46.29 4.截面承载力计算 a、正截面承载力计算 梁跨内按倒T形截面计算，翼缘计算宽度取 3.75m跨度 = = =1250mm<b+s0=250+6350=6600mm,h=450mm, =120mm,取h0=450-35=415mm。判别倒T形截面类别：按第一类倒T形截面试算 跨内截面<=120/415=0.289,故各跨内截面均属于第一类倒L形截面。 支座截面按矩形截面计算，取h0=450-35=415mm。 梁正截面承载力计算见表2.2.3。 已知h0=415mm,,,, 表2.2.3 KL-1梁正截面承载力计算 截 面 边跨跨内 离端第二支座 离端第二跨跨内 中间支座 中间跨跨内 M(KN·m) 27.39 -36.28 12.84 -28.04 16.30 (mm) 1250 250 1250 250 1250 0.0089 0.0589 0.0042 0.0455 0.0053 0.0089 0.061 0.0042 0.0466 0.0053 (mm) 220 306 103 230 131 选配钢筋 216 316 216 316 216 实配钢筋面积 (mm2) 402 603 402 603 402 经查表得，表2.2.3中都小于，符合条件。 b、斜截面承载力计算 <4 斜截面承载力计算见表2.2.4。已知 ，h0=415mm,,,, 表2.2.4 KL-1梁斜截面承载力计算 截 面 端支座 内侧 离端第二 支座外侧 离端第二 支座内侧 中间 支座外侧 中间 支座内侧 V(KN) 36.30 -55.22 48.48 -44.02 46.29 0.25βcfcbh0 (N) 370.90KN>V 370.90KN >V 370.90KN >V 370.90KN >V 370.90KN >V 0.7ftbho (N) 103.85KN >V 103.85KN >V 103.85KN >V 103.85KN >V 103.85KN >V 选用箍筋 2φ8 2φ8 2φ8 2φ8 2φ8 Asv=nAsv1(mm) 101 101 101 101 101 (mm) 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 实配箍筋间距s (mm) 200 200 200 200 200 2.2.2 连续梁（KL-2）计算 计算采用塑性内力重分布方法。计算跨度按轴线间距取，按等跨连续梁计算内力，取=4.2m。计算简图如图 1． 截面尺寸估算 h=l/8～l/14=3750/8～3750/14=469～268 取h=450mm，b=250mm（b不能小于200mm）。 2. 荷载设计 恒载设计值 由板传来 三角形荷载 4.416KN/m2×(3.75/2)m＝8.28KN/m 三角形等效均布荷载 8.28 KN/m ×（5/8）＝5.18KN/m 梯形荷载 4.416KN/m2×(2.4/2)m＝5.3KN/m 梯形等效均布荷载 240普通砖墙（考虑洞口折减） 1.2×18KN/m3×(3.6-0.45)m×0.24m×0.8=13.07KN/m 梁自重 1.2×25KN/m3×0.25m×(0.45－0.12)m=2.48KN/m 20厚梁侧抹灰 1.2×(0.45－0.1)m×2×0.02m×17 KN/m3＝0.27 KN/m g=25.39 KN/m 活载设计值 由板传来 三角形荷载 2.8KN/m2×(3.75/2)m＝5.25KN/m 三角形等效均布荷载 5.25 KN/m ×（5/8）=3.28KN/m 梯形荷载 3.5KN/m2×(2.4/2)m＝4.2KN/m 梯形等效均布荷载 q=6.76 KN/m 合计： g+q=32.15 KN/m 3.内力计算 连续梁各截面弯矩及剪力计算分别见表2.2.5和表2.2.6。 表2.2.5 KL-15梁弯矩计算 截 面 端支座 边跨跨中 离端第二 支座 离端第二跨跨中 中间 支座 中间跨跨中 弯矩计算系数 -18.84 32.29 -41.10 28.26 -32.29 28.26 表2.2.6 KL-15梁剪力计算 截 面 端支座 内侧 离端第二 支座外侧 离端第二 支座内侧 中间 支座外侧 中间 支座内侧 剪力计算系数 0.50 0.55 0.55 0.55 0.55 60.28 66.31 66.31 66.31 66.31 4.截面承载力计算 a、正截面承载力计算 梁跨内按T形截面计算，翼缘计算宽度取 == =1250mm<b+s0=250+2400=2650mm,h=450mm,=120mm,取h0=450-35=415mm。判别T形截面类别：按第一类T形截面试算。 跨内截面<=120/415=0.289,故各跨内截面均属于第一类T形截面。 支座截面按矩形截面计算，取h0=450-35=415mm。 梁正截面承载力计算见表2.2.7。 已知h0=415mm,,,, 表2.2.7 KL-2梁正截面承载力计算 截 面 边跨跨内 离端第二支座 离端第二跨跨内 中间支座 中间跨跨内 M(KN·m) -18.84 32.29 -41.10 28.26 -43.63 (mm) 1250 250 1250 250 1250 0.006 0.052 0.013 0.046 0.014 0.006 0.053 0.013 0.047 0.014 (mm) 148 62 322 233 346 选配钢筋 2φ16 2φ16 3φ16 2φ16 2φ16 实配钢筋面积 (mm2) 402 402 603 402 402 经查表得，表2.2.7中都小于，符合条件。 b、斜截面承载力计算 <4 斜截面承载力计算见表2.2.8。 已知，h0=415mm,,,, 表2.2.8 KL-2梁斜截面承载力计算 截 面 端支座 内侧 离端第二 支座外侧 离端第二 支座内侧 中间 支座外侧 中间 支座内侧 V(KN) 60.28 66.31 66.31 66.31 66.31 0.25βcfcbh0 (N) 370906>V 370906>V 370906>V 370906>V 370906>V 0.7ftbho (N) 103854>V 103854>V 103854>V 103854>V 103854>V 选用箍筋 2φ8 2φ8 2φ8 2φ8 2φ8 Asv=nAsv1(mm) 101 101 101 101 101 (mm) 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 按构造配筋 实配箍筋间距s (mm) 200 200 200 200 200 2.3、框架结构计算 2.3.1 设计资料 a.工程概况：建筑总高为25.2m，共7层，层高3.6m，室内外高差0.45m。具体情况可参见结构平面布置图2.3.1及剖面图2.3.2。 b.气象： （1）温度：最热月平均31.6℃，最冷月平均6.2℃；夏季最高40.8℃，冬季最低1℃。 （2）相对湿度：最热月平均73%。 （3）主导风向，冬季多西北风，平均风速2.8m/s，夏季多东南风，平均风速2.8m/s由全基本风压分布图查出基本风压值为0.35KN/m2。 （4）雨雪条件：年降雨量1600mm，月最大降雨量300mm,小时最大降雨量80mm,雨季在6至8月。 c.工程地质条件： （1）自然地表1m内为填土，填土下3米厚为硬塑性粘土，再下为砾石层。粘土允许承载力为180KN/m2,砾石层允许承载力为300KN/m2。地基为Ⅱ类场地土。 （2）地下水位：地表以下2. 0米，水质对混凝土无侵蚀。 （3）地震信息：地震设计烈度7度，建筑场地类别为Ⅱ类，场地特征周期为0.35s，基本风压0.35kN／m2，基本雪压0.40kN／m2，地面粗糙度为C类。 2.3.2 框架计算简图及梁柱线刚度 框架计算简图如图3.2.1所示，取③轴上的一榀框架计算。梁跨度等于柱截面形心轴之间的距离。底层柱从基础顶面算至二层楼面，基顶标高根据地质条件、室内外高差，定为-1.0m。二层楼面标高为3.6m，故底层柱高为4.6m。其余各层柱高为3.6m。由此可会出框架的计算简图，如图3.2.3所示。 2.框架梁柱的线刚度计算 对于中框架梁I=2I0 对于边框架梁I=1.5I0 左边跨梁： 中跨梁： 右边跨梁： 底层柱： 其余各层柱： 令，则其余各杆件的相对线刚度为： 框架梁柱的相对线刚度如图3.2.3所示，作为计算各节点杆弯矩分配系数的依据。 2.3.3 荷载计算 1. 恒载标准值计算 （1）屋面 防水层（刚性）：30厚C20细石混凝土防水 0.003m×22KN/m3=1.0 kN/m2 防水层（柔性）：3毡四油铺小石子 0.4kN/m2 找平层：15厚1：3水泥砂浆 0.015m×20KN/m3=0.30 kN/m2 找平层：15厚1：3水泥砂浆 0.015m×20KN/m3=0.30 kN/m2 找坡层：40厚1：8水泥膨胀珍珠岩找坡2% 0.040m×14KN/m3=0.56kN/m2 保温层：72厚挤塑聚苯乙烯泡沫板 0.08m×14.5KN/m3=1.16kN/m2 结构层：100厚钢筋混凝土屋面板 0.120m×25KN/m3=3.0kN/m2 抹灰层：10厚混合砂浆 0.010m×17KN/m3=0.17kN/m2 吊顶 0.45 kN/m2 合计： 7.34 kN/m2 （2）各层走廊楼面 地砖地面 0.55kN/m2 120mm厚钢筋混凝土板 0.1m×25kN/m3=3.0kN/m2 10mm厚混合砂浆天棚抹灰 0.010m×17kN/m3=0.17kN/m2 吊顶 0.45 kN/m2 合计： 4.17kN/m2 （3）标准层楼面 地砖地面 0.55kN/m2 120mm厚钢筋混凝土板 0.12m×25kN/m3=3.0kN/m2 10mm厚混合砂浆天棚抹灰 0.01m×17kN/m3=0.17kN/m2 吊顶 0.45 kN/m2 合计： 4.17kN/m2 （4）梁自重 250mm×450mm 梁自重 25KN/m3×0.25m×(0.45－0.12)m=2.07KN/m 10厚梁侧抹灰 (0.45－0.12)m×2×0.01m×17 KN/m3＝0.12 KN/m 合计： g=2.19 KN/m （5）柱自重 400mm×400mm 柱自重 25KN/m3×0.4m×0.4m=4.0KN/m 10厚柱侧抹灰 0.4m×4×0.01m×17 KN/m3＝0.27 KN/m 合计： 4.27 KN/m （6）外纵墙自重 240普通砖墙（考虑洞口折减） 18KN/m3×(3.6-0.45)m×0.24m×0.8=10.89KN/m 铝合金窗 0.95 KN/m 水刷石外墙面 0.5KN/m2×(3.6-0.45)m×0.8=1.26KN/m 水泥粉刷内墙面 0.36KN/m2×(3.6-0.45)m×0.8＝0.91 KN/m 合计： 14.03 KN/m （7）内纵墙自重 240普通砖墙 （考虑洞口折减） 18KN/m3×(3.6-0.45)m×0.24m×0.6=8.17KN/m 水泥粉刷内墙面 2×0.36KN/m2×(3.6-0.45)m×0.8＝1.82 KN/m 合计： 9.97 KN/m （8）女儿墙自重 240普通砖墙 18KN/m3×1.2m×0.24m=5.18KN/m 水刷石内、外墙面 0.5KN/m2×1.2m×2=1.2KN/m 合计： 6.38KN/m 2. 活载标准值计算 根据《荷载规范》查得： 不上人屋面： 0.5KN/m2 楼面：办公室 2.0KN/m2 走 廊 2.5KN/m2 雪荷载 sK=1.0×0.4KN/m2 =0.4KN/m2 屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取大值。 3.竖向荷载下框架受荷总图 （1） A～B轴间框架梁 屋面板传荷载： 传至梁上的三角形或梯形荷载，为简化计算等效为均布荷载，荷载的传递示意图见图3.3.4。 恒载： 活载： 楼面板传荷载： 恒载： 活载： 梁自重：2.19 kN/m A～B轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =2.19 kN/m+22.51 kN/m=24.69 kN/m 活载=板传荷载 =6.13 kN/m 楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =2.19 kN/m+12.79 kN/m=15.98 kN/m 活载=板传荷载 =6.13 kN/m （2） B～C轴间框架梁 屋面板传荷载： 恒载： 活载： 走廊楼面板传荷载： 恒载： 活载： 梁自重：2.19 kN/m B～C轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁： 恒载=梁自重+板传荷载 =2.19kN/m+11.74kN/m=13.93kN/m 活载=板传荷载 =3.20kN/m 楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =2.19kN/m+6.02kN/m=8.21kN/m 活载=板传荷载 =4.00kN/m （3） C～D轴间框架梁 屋面板传荷载： 恒载： 活载： 楼面板传荷载： 恒载： 活载： 梁自重：2.19 kN/m C～D轴间框架梁均布荷载为： 屋面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =2.19 kN/m+22.51 kN/m=24.70 kN/m 活载=板传荷载 =6.13 kN/m 楼面梁：恒载=梁自重+板传荷载 =2.19 kN/m+12.79 kN/m=14.98 kN/m 活载=板传荷载 =6.13 kN/m （4）A、D轴柱纵向集中荷载的计算 顶层柱： 女儿墙自重：6.38kN/m×（3.75-0.4）m=21.37kN 板传荷载： 5.72kN/m2×3.75m×3.75m/4 =20.11kN 梁自重： 2.19kN/m×（3.75-0.4）m =7.34kN 板传活载： 2.0 N/m2×3.75m×3.75 m/4=7.03kN 顶层柱恒载=女儿墙自重+板传荷载+梁自重 =21.37kN +20.11kN+7.34kN =48.82kN 顶层柱活载=板传活载 =7.03kN 标准层层柱： 墙自重： 14.01kN/m×（3.75-0.4）m=46.93kN 板传荷载：4.17kN/m2×3.75m×3.75m/4 =14.66kN 梁自重： 2.19kN/m×（3.75-0.4）m =7.34kN 板传活载：2.0 N/m2×3.75m×3.75m/4=7.03kN 标准层柱恒载=墙自重+板传荷载+梁自重 =46.93kN +14.66kN+7.34kN =68.93kN 标准层柱活载=板传活载 =7.03kN （5）B、C轴柱纵向集中荷载的计算 顶层柱： 板传荷载：7.34kN/m2×（3.75m×3.75m/4 +1.2m×3.75m-1.2m ×1.875m ）=42.32kN 梁自