框架畢業(yè)設計(某辦公樓框架結構設計)

某辦公樓框架結構設計專業(yè)：土木工程姓名：學號：指導教師：前言畢業(yè)設計是大學本科教育培養(yǎng)目標實現(xiàn)的重要階段，是畢業(yè)前的綜合學習階段,是深化、拓寬、綜合教和學的重要過程,是對大學期間所學專業(yè)知識的全面總結。本組畢業(yè)設計題目為《某辦公樓框架結構設計》。在畢設前期，我溫習了《結構力學》、《鋼筋混凝土》、《建筑結構抗震設計》等知識，并借閱了《抗震標準》、《混凝土標準》、《荷載標準》等標準。在畢設中期，我們通過所學的根本理論、專業(yè)知識和根本技能進行建筑、結構設計。特別是在SARS肆掠期間，本組在校成員齊心協(xié)力、分工合作，發(fā)揮了大家的團隊精神。在畢設后期，主要進行設計手稿的電腦輸入，并得到老師的審批和指正，使我圓滿的完成了任務，在此表示衷心的感謝。畢業(yè)設計的三個月里，在指導老師的幫助下，經(jīng)過資料查閱、設計計算、論文撰寫以及外文的翻譯，加深了對新標準、規(guī)程、手冊等相關內容的理解。穩(wěn)固了專業(yè)知識、提高了綜合分析、解決問題的能力。在進行內力組合的計算時，進一步了解了Excel。在繪圖時熟練掌握了AutoCAD，以上所有這些從不同方面到達了畢業(yè)設計的目的與要求?？蚣芙Y構設計的計算工作量很大，在計算過程中以手算為主，輔以一些計算軟件的校正。由于自己水平有限，難免有不妥和疏忽之處，敬請各位老師批評指正。二零零九年六月十五日內容摘要本設計主要進行了結構方案中橫向框架2、3、7、8軸框架的抗震設計。在確定框架布局之后，先進行了層間荷載代表值的計算,接著利用頂點位移法求出自震周期，進而按底部剪力法計算水平地震荷載作用下大小，進而求出在水平荷載作用下的結構內力〔彎矩、剪力、軸力〕。接著計算豎向荷載〔恒載及活荷載〕作用下的結構內力，。是找出最不利的一組或幾組內力組合。選取最平安的結果計算配筋并繪圖。此外還進行了結構方案中的室內樓梯的設計。完成了平臺板，梯段板，平臺梁等構件的內力和配筋計算及施工圖繪制。關鍵詞：框架結構設計抗震設計AbstractThepurposeofthedesignistodotheanti-seismicdesigninthelongitudinalframesofaxis2、3、7、8.Whenthedirectionsoftheframesisdetermined,firstlytheweightofeachflooriscalculated.Thenthevibratecycleiscalculatedbyutilizingthepeak-displacementmethod,thenmakingtheamountofthehorizontalseismicforcecanbegotbywayofthebottom-shearforcemethod.Theseismicforcecanbeassignedaccordingtotheshearingstiffnessoftheframesofthedifferentaxis.Thentheinternalforce(bendingmoment,shearingforceandaxialforce)inthestructureunderthehorizontalloadscanbeeasilycalculated.Afterthedeterminationoftheinternalforceunderthedeadandliveloads,thecombinationofinternalforcecanbemadebyusingtheExcelsoftware,whosepurposeistofindoneorseveralsetsofthemostadverseinternalforceofthewalllimbsandthecoterminousgirders,whichwillbethebasisofprotractingthereinforcingdrawingsofthecomponents.Thedesignofthestairsisalsobeapproachedbycalculatingtheinternalforceandreinforcingsuchcomponentsaslandingslab,stepboardandlandinggirderwhoseshopdrawingsarecompletedintheend.Keywords:frames,structuraldesign,anti-seismicdesign畢業(yè)設計進度方案安排:第一周課題調研，選題、結構方案設計第二周復習結構設計有關內容，借閱相關標準及資料第三周導荷載、計算樓層荷載第四周計算結構自震周期、水平地震作用大小第五、六周水平地震力作用下的框架內力分析、計算第七、八周豎向荷載作用下的框架內力計算第九周框架內力組合分析、計算第十周義務勞動周第十一周樓層板配筋、框架梁配筋及構造第十二周框架柱配筋、框架節(jié)點配筋及構造第十三周TBSA計算及分析第十四周樓梯計算，整理計算書第十五周翻譯科技資料，畫圖第十六周打印論文，準備辯論目錄第一局部：工程概況…………1建筑地點、建筑類型、建筑介紹、門窗使用、地質條件……1柱網(wǎng)與層高………………………1框架結構承重方案的選擇………2框架結構的計算簡圖……………2梁、柱截面尺寸的初步確定……………………3第二局部：框架側移剛度的計算…………5橫梁、縱梁、柱線剛度的計算…………………5各層橫向側移剛度計算…………6各層縱向側移剛度計算…………12第三局部：重力荷載代表值的計算……13資料準備…………13重力荷載代表值的計算…………14第四局部：橫向水平荷載作用下框架結構的內力和側移計算……23橫向自振周期的計算……………23水平地震作用及樓層地震剪力的計算…………24多遇水平地震作用下的位移驗算………………27水平地震作用下框架內力計算…………………28第五局部：豎向荷載作用下框架結構的內力計算…32計算單元的選擇確定……………32荷載計算…………33內力計算…………40梁端剪力和柱軸力的計算………45橫向框架內力組合………………46框架柱的內力組合………………54柱端彎矩設計值的調整…………57柱端剪力組合和設計值的調整…………………60第六局部：截面設計…………62框架梁……………62框架柱……………68框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)截面抗震驗算……………78第七局部：樓板設計…………82樓板類型及設計方法的選擇……………………82設計參數(shù)…………82彎矩計算…………83截面設計…………87第八局部：樓梯設計…………91設計參數(shù)…………91樓梯板計算………………………91平臺板計算………………………93平臺梁計算………………………94第九局部：框架變形驗算…………………96梁的極限抗彎承載力計算………96柱的極限抗彎承載力計算………97確定柱端截面有效承載力Mc……………………98各柱的受剪承載力Vyij的計算…………………99樓層受剪承載力Vyi的計算……………………100罕遇地震下彈性樓層剪力Ve的計算…………101樓層屈服承載力系數(shù)ξyi的計算………………101層間彈塑性位移驗算…………103第十局部：科技資料翻譯………………104科技資料原文…………………104原文翻譯………………………113第十一局部：設計心得……………………120參考資料…………………123第一局部：工程概況建筑地點：北京市建筑類型：六層辦公樓，框架填充墻結構。建筑介紹：建筑面積約1000平方米，樓蓋及屋蓋均采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結構，樓板厚度取120mm，填充墻采用蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊。門窗使用：大門采用鋼門，其它為木門，門洞尺寸為1.2m×2.4m，窗為鋁合金窗，洞口尺寸為1.8m×2.1m。地質條件：經(jīng)地質勘察部門確定，此建筑場地為二類近震場地，設防烈度為8度。柱網(wǎng)與層高：本辦公樓采用柱距為7.2m的內廊式小柱網(wǎng)，邊跨為7.2m，中間跨為2.4m，層高取3.6m，如以下圖所示：柱網(wǎng)布置圖框架結構承重方案的選擇：豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側移剛度。框架結構的計算簡圖：框架結構的計算簡圖縱向框架組成的空間結構橫向框架組成的空間結構本方案中，需近似的按縱橫兩個方向的平面框架分別計算。梁、柱截面尺寸的初步確定：1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取1/12×7200=600mm，截面寬度取600×1/2=300mm，可得梁的截面初步定為b×h=300*600。2、框架柱的截面尺寸根據(jù)柱的軸壓比限值，按以下公式計算：〔1〕柱組合的軸壓力設計值N=βFgEn注：β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)計算柱的負載面積。gE折算在單位建筑面積上的重力荷載代表值，可近似的取14KN/m2。n為驗算截面以上的樓層層數(shù)?！?〕Ac≥N/uNfc注：uN為框架柱軸壓比限值，本方案為二級抗震等級，查《抗震標準》可知取為0.8。fc為混凝土軸心抗壓強度設計值，對C30，查得14.3N/mm2。3、計算過程：對于邊柱：N=βFgEn=1.3×25.92×14×6=2830.464〔KN〕Ac≥N/uNfc=2830.464×103/0.8/14.3=247418.18〔mm2〕取700mm×700mm對于內柱：N=βFgEn=1.25×34.56×14×6=3628.8〔KN〕Ac≥N/uNfc=3628.8*103/0.8/14.3=317202.80〔mm2〕取700mm×700mm梁截面尺寸〔mm〕混凝土等級橫梁〔b×h〕縱梁〔b×h〕AB跨、CD跨BC跨C30300×600250×400300×600柱截面尺寸〔mm〕層次混凝土等級b×h1C30700×7002-6C30650×650第二局部：框架側移剛度的計算橫梁線剛度ib的計算：類別Ec〔N/mm2〕b×h〔mm×mm〕I0〔mm4〕l〔mm〕EcI0/l〔N·mm〕1.5EcI0/l〔N·mm〕2EcI0/l〔N·mm〕AB跨、CD跨3.0×104300×6005.40×10972002.25×10103.38×10104.50×1010BC跨3.0×104250×4001.33×10924001.67×10102.50×10103.34×1010縱梁線剛度ib的計算：類別Ec〔N/mm2〕b×h〔mm×mm〕I0〔mm4〕l〔mm〕EcI0/l〔N·mm〕1.5EcI0/l〔N·mm〕2EcI0/l〔N·mm〕⑤⑥跨3.0×104300×6005.4×10942003.86×10105.79×10107.71×1010其它跨3.0×104300×6005.4×10972002.25×10103.38×10104.50×1010柱線剛度ic的計算：I=bh3/12層次hc〔mm〕Ec〔N/mm2〕b×h〔mm×mm〕Ic〔mm4〕EcIc/hc〔N·mm〕147003.0×104700×7002.001×101012.77×10102--636003.0×104650×6501.448×101012.40×10101層A-5柱83003.0×104700×7002.001×10107.23×1010四、各層橫向側移剛度計算：(D值法)1、底層①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8〔9根〕K=0.352αc=(0.5+K)/(2+K)=0.362Di1=αc×12×ic/h2=0.362×12×12.77×1010/47002=25112②、A-1、A-4、A-6、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9〔8根〕K=3.38/12.77=0.266αc=(0.5+K)/(2+K)=0.338Di2=αc×12×ic/h2=0.338×12×12.77×1010/47002=23447③、B-1、C-1、B-9、C-9〔4根〕K=〔2.5+3.38〕/12.77=0.460αc=(0.5+K)/(2+K)=0.390Di3=αc×12×ic/h2=0.390×12×12.77×1010/47002=27055④、B-2、C-2、B-3、C-3、C-4、B-7、C-7、B-8、C-8〔9根〕K=〔3.34+4.5〕/12.77=0.614αc=(0.5+K)/(2+K)=0.426Di4=αc×12×ic/h2=0.426×12×12.77×1010/47002=29552⑤、B-4、B-6、C-5、C-6〔4根〕K=〔3.34+3.38〕/12.77=0.526αc=(0.5+K)/(2+K)=0.406Di5=αc×12×ic/h2=0.406×12×12.77×1010/47002=28165⑥、B-5〔1根〕K=3.34/12.77=0.262αc=(0.5+K)/(2+K)=0.337Di6=αc×12×ic/h2=0.337×12×12.77×1010/47002=23378∑D1=25112×9+23447×8+27055×4+29552×9+28165×4+23378=9238102、第二層：①、A-2、A-3、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8〔9根〕K=4.5×2/〔12.4×2〕=0.363αc=K/(2+K)=0.154Di1=αc×12×ic/h2=0.154×12×12.4×1010/36002=17681②、A-1、A-9、D-1、D-5、D-6、D-9〔6根〕K=3.38×2/〔12.4×2〕=0.273αc=K/(2+K)=0.120Di2=αc×12×ic/h2=0.120×12×12.4×1010/36002=13778③、A-5〔1根〕K=4.5/7.233=0.622αc=〔0.5+K〕/(2+K)=0.428Di3=αc×12×ic/h2=0.428×12×7.233×1010/83002=5392④、A-4、A-6〔2根〕K=〔4.5+3.8〕/〔12.4*2〕=0.318αc=K/(2+K)=0.137Di4=αc×12×ic/h2=0.137×12×12.4×1010/36002=15730⑤、B-1、C-1、B-9、C-9〔4根〕K=〔2.5+3.38〕×2/〔12.4×2〕=0.474αc=K/(2+K)=0.192Di5=αc×12×ic/h2=0.192×12×12.4×1010/36002=22044⑥、B-2、B-3、C-2、C-3、C-4、B-7、B-8、C-7、C-8〔9根〕K=〔3.34+4.5〕×2/〔12.4×2〕=0.632αc=K/(2+K)=0.240Di6=αc×12×ic/h2=0.240*12*12.4*1010/36002=27556⑦、B-4、B-6〔2根〕K=〔3.34×2+4.5+3.38〕/〔12.4×2〕=0.587αc=K/(2+K)=0.227Di7=αc×12×ic/h2=0.227×12×12.4×1010/36002=26063⑧、C-5、C-6〔2根〕K=〔3.34+3.38〕×2/〔12.4×2〕=0.542αc=K/(2+K)=0.213Di8=αc×12×ic/h2=0.213×12×12.4×1010/36002=24456⑨、B-5〔1根〕K=3.34×2/〔12.4×2〕=0.269αc=K/(2+K)=0.119Di9=αc×12×ic/h2=0.119×12×12.4×1010/36002=13663∑D2=17681×9+13778×6+5392+15730×2+22044×4+27556×9+26063×2+24456×2+13663=7295303、第三層至第六層：①、A-2、A-3、A-4、A-5、A-6、A-7、A-8、D-2、D-3、D-4、D-7、D-8〔12根〕Di1=17681②、A-1、A-9、D-1、D-9、D-5、D-6〔6根〕Di2=13778③、B-1、C-1、B-9、C-9〔4根〕Di3=22044④、B-2、B-3、B-4、B-5、C-2、C-3、C-4、B-6、B-7、B-8、C-7、C-8〔12根〕Di4=27556⑤、C-5、C-6〔2根〕Di5=24456∑D3-6=17681×12+13778×6+22044×4+27556×12+24456×2=7626004、頂層：①、D-5、D-6〔2根〕K=3.38×2/〔12.4×2〕=0.273αc=K/(2+K)=0.120Di1=αc×12×ic/h2=0.120×12×12.4×1010/36002=13778②、C-5、C-6〔2根〕K=〔3.38×2+3.34〕/〔12.4×2〕=0.407αc=K/(2+K)=0.169Di2=αc×12×ic/h2=0.169×12×12.4×1010/36002=19404∑D頂=13778×2+19404×2=66364由此可知，橫向框架梁的層間側移剛度為：層次123456頂∑Di〔N/mm〕92381072953076260076260076260076260066364∑D1/∑D2=923810/729530>0.7，故該框架為規(guī)那么框架。五、各層縱向側移剛度計算：同理，縱向框架層間側移剛度為：層次123456頂層∑Di〔N/mm〕1035634935623942398942398942398942398103102∑D1/∑D2=1035634/935623>0.7，故該框架為規(guī)那么框架。第三局部：重力荷載代表值的計算一、資料準備：查《荷載標準》可?。何菝嬗谰煤奢d標準值〔上人〕30厚細石混凝土保護層22×0.03=0.66KN/m2三氈四油防水層0.4KN/m220厚礦渣水泥找平層14.5×0.02=0.29KN/m2150厚水泥蛭石保溫層5×0.15=0.75KN/m2120厚鋼筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型輕鋼龍骨吊頂0.25KN/m2〔二層9mm紙面石膏板、有厚50mm的巖棉板保溫層〕合計5.35KN/m2②、1-5層樓面：木塊地面〔加防腐油膏鋪砌厚76mm〕0.7KN/m2120厚鋼筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2V型輕鋼龍骨吊頂0.25KN/m2合計3.95KN/m2③、屋面及樓面可變荷載標準值：上人屋面均布活荷載標準值2.0KN/m2樓面活荷載標準值2.0KN/m2屋面雪荷載標準值SK=urS0=1.0×0.2=0.2KN/m2〔式中ur為屋面積雪分布系數(shù)〕④、梁柱密度25KN/m2蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊5.5KN/m3二、重力荷載代表值的計算：1、第一層：〔1〕、梁、柱：類別凈跨〔mm〕截面〔mm〕密度〔KN/m3〕體積〔m3〕數(shù)量(根)單重〔KN〕總重〔KN〕橫梁6500300×600251.171729.25497.251700250×400250.1794.2538.25縱梁6500300×600251.172829.25819.003500300×600250.63415.7563.00類別計算高度〔mm〕截面〔mm〕密度〔KN/m3〕體積〔m3〕數(shù)量〔根〕單重〔KN〕總重〔KN〕柱3600700×700251.7643644.11587.6〔2〕、內外填充墻重的計算：橫墻：AB跨、CD跨墻：墻厚240mm，計算長度6500mm，計算高度3600-600=3000mm。單跨體積：0.24×6.5×3=4.68m3單跨重量：4.68×5.5=25.74KN數(shù)量：17總重：25.74×17=437.58KNBC跨墻：墻厚240mm，計算長度1700mm，計算高度3600-600=3000mm。單跨體積：〔1.7×3-1.5*2.4〕×0.24=0.36m3單跨重量：0.36×5.5=1.98KN數(shù)量：2總重：1.98×2=3.96KN廁所橫墻：墻厚240mm，計算長度7200-2400=4800mm，計算高度3600-120=3480mm。體積：0.24×4.8×3.48=4.009m3重量：4.009×5.5=22.0495KN橫墻總重：437.58+3.96+22.0495=463.5895KN縱墻：①②跨外墻：單個體積：[〔6.5×3.0〕-〔1.8×2.1×2〕]×0.24=2.8656m3數(shù)量：12總重：2.8656×12×5.5=189.1296KN廁所外縱墻：體積：6.5××2.1=15.72m3總重：15.72×5.5=86.46KN樓梯間外縱墻：體積：3.5××2.1=6.72m3總重：6.72×5.5=36.96KN門衛(wèi)外縱墻：體積：3.5××2.4=7.62m3總重：7.62×5.5=41.91KN內縱墻：單個體積：(6.5××2.4*2)×0.24=13.74m3單個重量：13.74×5.5=75.57KN數(shù)量：12總重：75.57×12=906.84KN廁所縱墻：單個體積：0.24×〔3.6-0.12〕×4.93=4.1175m3單個重量：4.1175×5.5=22.6463KN數(shù)量：2總重：22.6463×2=45.2926KN正門縱墻：總重：〔1.8××2.1〕×0.24×5.5=10.4544KN縱墻總重：189.1296+86.46+36.96+41.91+906.84+45.2926+10.4544=1317.0466KN〔3〕、窗戶計算〔鋼框玻璃窗〕：走廊窗戶：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2數(shù)量：26重量：1.8×2.1×0.4×26=39.312KN辦公室窗戶：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2數(shù)量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN總重：39.312+2.52=41.832KN〔4〕、門重計算：木門：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2數(shù)量：26.25重量：1.2×2.4×0.15×26.25=11.34KN鐵門：尺寸：6500mm×3000mm自重：0.4KN/m2數(shù)量：0.5重量：6.5×3*0.4×0.5=3.9KN總重：11.34+3.9=15.24KN〔5〕、樓板恒載、活載計算〔樓梯間按樓板計算〕：面積：48.4416×13+117.4176+30.24=777.3984〔m2〕恒載：3.95×777.3984=3070.7237KN活載：2.0×777.3984=1554.7968KN由以上計算可知，一層重力荷載代表值為G1=G恒+0.5×G活=〔497.25+38.25〕×1.05+〔819+63〕×1.05+1587.6×1.05+463.5895+1317.0466+41.832+15.24+〔3070.7237+1554.7968〕×0.5=9618.5836KN注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。2、第二層：〔1〕、梁、柱橫梁：AB跨：300mm×600mm29.25KN×18根=526.5KNBC跨：250mm×400mm4.25KN×9根=38.25KN縱梁：819+63=882KN柱：類別計算高度〔mm〕截面〔mm〕密度〔KN/m3〕體積〔m3〕數(shù)量〔根〕單重〔KN〕總重〔KN〕柱3600650×650251.5213638.0251368.9〔2〕、內外填充墻重的計算：橫墻總重：463.5895KN縱墻：比擬第二層縱墻與第一層的區(qū)別有：大廳：一層有鐵門二層A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有內墻。比擬異同后，可得第二層縱墻總重為：1317.0466+〔3.0×6.55-2×1.8×2.1〕×0.24×5.5-3.9+〔1.5××1.2〕×0.24×5.5+〔1.5××1.2〕×0.24×5.5=1317.0466+15.9588-3.9+10.593+4.653=1344.3514KN〔3〕、窗戶計算〔鋼框玻璃窗〕：第一類：尺寸：1800mm×2100mm自重：0.4KN/m2數(shù)量：29重量：1.8×2.1×0.4×29=43.848KN第二類：尺寸：1500mm×2100mm自重：0.4KN/m2數(shù)量：2重量：1.5×2.1×0.4×2=2.52KN總重：43.848+2.52=46.368KN〔4〕、門重計算：木門：尺寸：1200mm×2400mm自重：0.15KN/m2數(shù)量：27.25重量：1.2×2.4×0.15×27.25=11.772KN〔5〕、樓板恒載、活載計算〔樓梯間按樓板計算〕：面積：777.3984+11.16×6.96=855.072〔m2〕恒載：3.95×855.072=3377.5344KN活載：2.0×855.072=1710.144KN由以上計算可知，二層重力荷載代表值為G2=G恒+0.5×G活=〔526.5+38.25〕×1.05+882×1.05+1368.9×1.05+463.5895+1344.3514+46.368+11.772+〔3377.5344+1710.144〕×0.5=9910.1918KN注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。3、第三層至第五層：比擬其與第三層的異同，只有B④⑤、B⑤⑥不同，可得三到五重力荷載代表值為：G3-5=9910.1918-10.593-4.653+〔3.0×10.1-2×1.2×2.4〕×0.24×5.5=9927.3386KN4、第六層重力荷載代表值的計算：橫梁：526.5+38.25=564.75KN縱梁：882KN柱：計算高度：2100mm截面：650mm×650mm數(shù)量：36總重：0.65×0.65×2.1×25×36=798.525KN橫墻：463.5895/2=231.7948KN縱墻：〔1344.3514+32.3928-10.593-4.653〕/2=680.7491KN窗重：46.368/2=23.184KN木門重：門高2400mm，計算高度為門的1500mm以上，故系數(shù)а=〔2.4-1.5〕/2.4=3/8那么木門重：11.772×3/8=4.4145KN屋面恒載、活載計算：恒載：855.072×5.35=4574.6352KN活載：855.072×2.0=1710.144KN雪載：855.072×0.2=171.0144KN由以上計算可知，六層重力荷載代表值為G6=G恒+0.5×G活=〔564.75+882+798.525〕×1.05+231.7948+680.7491+23.184+4.4145+4574.6352+〔1710.144+171.0144〕×0.5=9753.4748KN注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。5、頂端重力荷載代表值的計算：橫梁：29.25×2=58.5KN縱梁：15.75×2=31.5KN柱：38.025×4=152.1KN橫墻：25.74×2=51.48KN縱墻：〔3.0××2.4〕×0.24×5.5+〔3.0××2.1〕×0.24×5.5=19.3248KN木門：1.2×2.4×0.15=0.432KN窗：1.8×2.1×0.4=1.512KN樓板恒載、活載計算：面積：4.2×7.2=30.24m2恒載：30.24×5.35=161.784KN活載：30.24×2.0=60.48KN雪載：30.24×0.2=6.048KN由以上計算可知，頂端重力荷載代表值為G頂=G恒+0.5×G活=58.5+31.5+51.48+19.3248+152.1+0.432+1.512+161.784+(60.48+6.048)×0.5=543.1608KN集中于各樓層標高處的重力荷載代表值Gi的計算結果如以下圖所示：第四局部：橫向水平荷載作用下框架結構的內力和側移計算一、橫向自振周期的計算：橫向自振周期的計算采用結構頂點的假想位移法。按式Ge=Gn+1〔1+3×h1/2/H〕將突出房屋重力荷載代表值折算到主體結構的頂層，即：Ge=543.1608×[1+3×3.6/〔3.6×5+4.7〕]=650.8153〔KN〕根本自振周期T1〔s〕可按下式計算：T1=1.7ψT〔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。ψT結構根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/∑DijuT=∑〔△u〕k注：∑Dij為第i層的層間側移剛度?！病鱱〕i為第i層的層間側移?！病鱱〕k為第k層的層間側移。s為同層內框架柱的總數(shù)。結構頂點的假想側移計算過程見下表，其中第六層的Gi為G6和Ge之和。結構頂點的假想側移計算層次Gi〔KN〕VGi〔KN〕∑Di〔N/mm〕△ui〔mm〕ui〔mm〕610404.290110404.290176260013.641265.98959927.338620331.628776260026.661252.68549927.338630258.967376260039.679225.68539927.338640186.305976260052.696186.00629910.191850096.497772953068.670133.3119618.583659715.081392381064.64064.64T1=1.7ψT〔uT〕1/2=1.7×0.6×(0.265989)1/2=0.526(s)二、水平地震作用及樓層地震剪力的計算：本結構高度不超過40m，質量和剛度沿高度分布比擬均勻，變形以剪切型為主，故可用底部剪力法計算水平地震作用，即：1、結構等效總重力荷載代表值GeqGeq=0.85∑Gi=0.85×〔9618.5836+9910.1918+9927.3386×3+9753.4748+543.1608〕=50666.3128〔KN〕2、計算水平地震影響系數(shù)а1查表得二類場地近震特征周期值Tg=0.30s。查表得設防烈度為8度的аmax=0.16а1=〔Tg/T1〕0.9аmax=〔0.3/0.526〕0.9×0.16=0.09653、結構總的水平地震作用標準值FEkFEk=а1Geq=0.0965×50666.3128=4890.5658〔KN〕因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s<T1=0.526s，所以應考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數(shù)δn=0.08T1+0.07=0.08×0.526+0.07=0.1121△F6=0.1121×4890.5658=548.2324KN各質點橫向水平地震作用按下式計算：Fi=GiHiFEk〔1-δn〕/〔∑GkHk〕=4342.333〔KN〕地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為Vi=∑Fk〔i=1，2，…n〕計算過程如下表：各質點橫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·m〕GiHi/∑GjHjFi〔KN〕Vi〔KN〕26.3543.160813959.230.01773.82073.820622.79753.4748221403.880.2691168.0881241.908519.19927.3386189612.170.230998.7372240.645415.59927.3386153873.750.187812.0163052.662311.99927.3386118135.330.143620.9543673.61528.39910.191882254.590.100434.2334107.84814.79618.583645207.340.055238.8284346.676∑824446.29各質點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見以下圖：〔具體數(shù)值見上表〕三、多遇水平地震作用下的位移驗算：水平地震作用下框架結構的層間位移〔△u〕i和頂點位移ui分別按以下公式計算：〔△u〕i=Vi/∑Dijui=∑〔△u〕k各層的層間彈性位移角θe=〔△u〕i/hi，根據(jù)《抗震標準》，考慮磚填充墻抗側力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]<1/550。計算過程如下表：橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi〔KN〕∑Di〔N/mm〕〔△u〕i〔mm〕ui〔mm〕hi〔mm〕θe=〔△u〕i/hi61241.9087626001.62923.72336001/221052240.6457626002.93822.09436001/122543052.6627626004.00319.15636001/89933673.6157626004.81715.15336001/74724107.8487295305.63110.33636001/63914346.6769238104.7054.70547001/999由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/639<1/550，滿足標準要求。四、水平地震作用下框架內力計算：1、框架柱端剪力及彎矩分別按以下公式計算：Vij=DijVi/∑DijMbij=Vij*yhMuij=Vij〔1-y〕hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標準反彎點高度比。y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。y2、y3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。y框架柱的反彎點高度比。底層柱需考慮修正值y2，第二層柱需考慮修正值y1和y3，其它柱均無修正。下面以②③⑦⑧軸線橫向框架內力的計算為例：各層柱端彎矩及剪力計算〔邊柱〕層次hi〔m〕Vi〔KN〕∑Dij〔N/mm〕邊柱Di1〔N/mm〕Vi1〔KN〕ky〔m〕Mbi1〔KN·m〕Mui1〔KN·m〕63.61241.9087626001768128.7940.3630.1818.6685.0053.62240.6457626001768151.9500.3630.3361.72125.3043.63052.6627626001768170.7760.3630.40101.92152.8833.63673.6157626001768185.1730.3630.45137.98168.6423.64107.8487295301768199.5580.3630.55197.12161.2814.74346.67692381025112118.1560.3520.73405.39149.94例：第六層邊柱的計算：Vi1=17681×1241.908/762600=28.794〔KN〕y=yn=0.18〔m〕〔無修正〕Mbi1=28.794×0.18×3.6=18.66〔KN*m〕Mui1=28.794×〔1-0.18〕×3.6=85.00〔KN*m〕各層柱端彎矩及剪力計算〔中柱〕層次hi〔m〕Vi〔KN〕∑Dij〔N/mm〕中柱Di2〔N/mm〕Vi2〔KN〕kY〔m〕Mbi2〔KN·m〕Mui2〔KN·m〕63.61241.9087626002755644.8750.6320.3048.46113.0853.62240.6457626002755680.9640.6320.40116.59174.8843.63052.66276260027556110.3060.6320.45178.70218.4133.63673.61576260027556132.7430.6320.45215.04262.8323.64107.84872953027556155.1630.6320.54301.64256.9514.74346.67692381029552139.0470.6140.65424.79228.732、梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計算：Mlb=ilb〔Mbi+1，j+Mui，j〕/〔ilb+irb〕Mrb=irb〔Mbi+1，j+Mui，j〕/〔ilb+irb〕Vb=〔Mlb+Mrb〕/lNi=∑〔Vlb-Vrb〕k具體計算過程見下表：梁端彎矩、剪力及柱軸力的計算層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N685.0064.917.2020.8248.1748.172.4040.14-20.82-19.325143.96128.197.2037.8095.1595.152.4079.29-58.62-60.814214.60192.287.2056.51142.72142.722.40118.92-115.13-123.223270.56253.437.2072.78188.10188.102.40156.75-187.91-207.192299.26270.917.2079.19201.08201.082.40167.57-267.10-295.571347.06304.427.2090.48225.95225.952.40188.29-357.58-393.38例：第六層：邊梁Mlb=Mu6=85.00KN·mMrb=113.08*4.5/〔4.5+3.34〕=64.91KN·m走道梁Mlb=Mrb=113.08-64.91=48.17KN·m邊柱N=0-20.82=-20.82KN中柱N=20.82-40.14=-19.32KN②③⑦⑧軸線橫向框架彎矩圖〔KN*m〕②③⑦⑧軸線橫向框架梁剪力圖〔KN〕②③⑦⑧軸線橫向框架柱軸力圖〔KN〕第五局部：豎向荷載作用下框架結構的內力計算〔橫向框架內力計算〕一、計算單元的選擇確定：?、圯S線橫向框架進行計算，如以下圖所示：計算單元寬度為7.2m，由于房間內布置有次梁〔b×h=200mm×400mm〕，故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示。計算單元范圍內的其余樓面荷載那么通過次梁和縱向框架梁以集中力的形式傳給橫向框架，作用于各節(jié)點上。由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合，所以在框架節(jié)點上還作用有集中力矩。二、荷載計算：1、恒載作用下柱的內力計算：恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如以下圖所示：〔1〕、對于第6層，q1、q1，代表橫梁自重，為均布荷載形式。q1=0.3×0.6×25=4.5KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分別為屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q2=5.35×3.6=19.26KN/mq2，=5.35×1.8=9.63KN/mP1、P2分別由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、次梁自重、樓板重等重力荷載，計算如下：P1=[〔3.6×2.4/2〕×2+〔2.4+7.2〕×1.8/2]×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=132.95KNP2=[〔3.6×2.4/2〕×2+〔2.4+7.2〕×1.8/2+〔2.7+3.6〕×2×1.2/2]×5.35+4.5×7.2+0.2×0.4×25×7.2=173.39KN集中力矩M1=P1e1=132.95×〔0.65-0.3〕/2=23.27KN·mM2=P2e2=173.39×〔0.65-0.3〕/2=30.34KN·m〔2〕、對于2-5層，包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載，其它荷載的計算方法同第6層。q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q2=3.95×3.6=14.22KN/mq2，=3.95×1.8=7.11KN/m外縱墻線密度[〔7.2××2.1×2〕×0.24×5.5+2×1.8×2.1×0.4]/7.2=2.99KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×3.95+〔4.5+2.99〕×7.2+0.2×0.4×25×7.2=130.28KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×3.95+8.46×7.2+0.15×0.3×25×7.2=167.13KN集中力矩M1=P1e1=130.28×〔0.65-0.3〕/2=22.80KN·mM2=P2e2=167.13×〔0.65-0.3〕/2=29.25KN·m〔3〕、對于第1層，柱子為700mm×700mm，其余數(shù)據(jù)同2-5層，那么q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46KN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5KN/mq2、和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q2=3.95×3.6=14.22KN/mq2，=3.95×1.8=7.11KN/m外縱墻線密度[〔7.2××2.1×2〕×0.24×5.5+2×1.8×2.1*0.4]/7.2=2.99KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×3.95+〔4.5+2.99〕×7.2+0.2×0.4×25×7.2=130.28KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×3.95+8.46×7.2+0.2×0.4×25×7.2=167.13KN集中力矩M1=P1e1=130.28×〔0.70-0.3〕/2=26.06KN·mM2=P2e2=167.13×〔0.70-0.3〕/2=33.43KN·m2、活載作用下柱的內力計算：活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如以下圖所示：〔1〕、對于第6層，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×2.0=34.56KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1=34.56×〔0.65-0.3〕/2=6.05KN·mM2=P2e2=49.68×〔0.65-0.3〕/2=8.69KN·m同理，在屋面雪荷載的作用下：q2=0.2×3.6=0.72KN/mq2，=0.2×1.8=0.36KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×0.2=3.456KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×0.2=4.968KN集中力矩M1=P1e1=3.456×〔0.65-0.3〕/2=0.605KN·mM2=P2e2=4.968×〔0.65-0.3〕/2=0.869KN·m〔2〕、對于第2-5層，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×2.0=34.56KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1=34.56*〔0.65-0.3〕/2=6.05KN·mM2=P2e2=49.68*〔0.65-0.3〕/2=8.69KN·m〔3〕、對于第1層，q2=2.0×3.6=7.2KN/mq2，=2.0×1.8=3.6KN/mP1=〔3.6×2.4+9.6×0.9〕×2.0=34.56KNP2=〔3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2〕×2.0=49.68KN集中力矩M1=P1e1=34.56×〔0.70-0.3〕/2=6.91KN·mM2=P2e2=49.68×〔0.70-0.3〕/2=9.94KN·m將計算結果匯總如下兩表：橫向框架恒載匯總表層次q1〔KN/m〕q1，〔KN/m〕q2〔KN/m〕q2，〔KN/m〕P1〔KN〕P2〔KN〕M1〔KN·m〕M2〔KN·m〕64.52.519.269.63132.95173.3923.2730.342-58.462.514.227.11130.28167.1322.8029.2518.462.514.227.11130.28167.1326.0633.43橫向框架活載匯總表層次q2〔KN/m〕q2，〔KN/m〕P1〔KN〕P2〔KN〕M1〔KN·m〕M2〔KN·m〕67.2〔0.72〕3.6〔0.36〕34.56〔3.456〕49.68〔4.968〕6.05〔0.605〕8.69〔0.869〕2-57.23.634.5649.686.058.6917.23.634.5649.686.919.94注：表中括號內數(shù)值對應于屋面雪荷載作用情況。3、恒荷載作用下梁的內力計算：恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如以下圖所示：等效于均布荷載與梯形、三角形荷載的疊加。α=a/l=2.4/7.2=1/3〔1〕、對于第6層，-MAB=q1l21/12+q2l21〔1-2α2+α3〕=4.5×7.22/12+19.26×7.22×[1-2×〔1/3〕2+〔1/3〕3]/12=87.24〔KN*m〕-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=2.5×2.42/12+5×9.63*2.42/96=4.09〔KN·m〕〔2〕、對于第1-5層，-MAB=q1l21/12+q2l21〔1-2α2+α3〕=8.46×7.22/12+14.22×7.22×[1-2×〔1/3〕2+〔1/3〕3]/12=86.60〔KN·m〕-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=2.5×2.42/12+5×7.11×2.42/96=3.33〔KN·m〕4、活荷載作用下梁的內力計算：活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如以下圖所示：對于第1-6層，-MAB=q2l21〔1-2α2+α3〕=7.2×7.22×[1-2×〔1/3〕2+〔1/3〕3]/12=25.34〔KN·m〕-MBC=5q2，l22/96=5×3.6×2.42/96=1.08〔KN·m〕三、內力計算：梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結構和荷載均對稱，故計算時可用半框架，彎矩計算如以下圖所示：四、梁端剪力和柱軸力的計算：1、恒載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：VA=VB=〔19.26×4.8+4.5×7.2〕/2 =62.42KNVB=VC=〔9.63×1.2+2.5×2.4〕/2 =8.78KN本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計。A柱：N頂=132.95+62.42=195.37KN柱重：0.65×0.65×3.6×25=38.02KNN底=N頂+38.02=233.39KNB柱：N頂=173.39+64.42+8.78=246.59KN恒載作用下梁端剪力及柱軸力〔KN〕層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂N底N頂N底662.428.78195.37233.39246.59284.61564.587.27428.25466.27523.59561.61464.587.27661.13699.15800.59838.61364.587.27894.01932.031077.591115.61264.587.271126.891164.911354.591392.61164.587.271359.771397.791631.591669.612、活載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：AB跨：VA=VB=7.2×4.8/2=17.28KNBC跨：VB=VC=3.6×1.2/2=2.16KNA柱：N頂=N底=34.56+17.28=51.84KN B柱：N頂=N底=49.68+17.28+2.16=69.12KN活載作用下梁端剪力及柱軸力〔KN〕層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂=N底N頂=N底617.282.1651.8469.12517.282.16103.68138.24417.282.16155.52207.36317.282.16207.36276.48217.282.16259.20345.60117.282.16311.04414.72五、框架梁的內力組合：1、結構抗震等級：根據(jù)《抗震標準》，本方案為二級抗震等級。2、框架梁內力組合：本方案考慮了三種內力組合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35SGk+1.0SQk及1.2SGE+1.3SEk。考慮到鋼筋混凝土結構具有塑性內力重分布的性質，在豎向荷載下可以適當降低梁端彎矩，進行調幅〔調幅系數(shù)取0.8〕，以減少負彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。ηvb梁端剪力增大系數(shù)，二級取1.2。各層梁的內力組合和梁端剪力調整結果如下表：層次截面位置內力SGk調幅后SQk調幅后SEk(1)SEk(2)γRe[1.2×〔SGk+0.5SQk〕+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkγReMmaxV=γRe[ηvb〔Mlb+Mrb〕/ln+VGb]126AM-62.49-17.9885.00-85.0018.54-147.21-102.34-100.16-147.2192.09V62.4217.28-20.8220.8243.6584.25101.5599.10B左M-67.54-19.77-64.9164.91-132.97-6.40-110.95-108.73-132.97V64.4217.2820.82-20.8286.0545.45104.25101.50B右M-10.01-2.7548.17-48.1736.72-57.21-16.26-15.86-57.2187.33V8.782.16-40.1440.14-30.2648.0114.0113.565AM-68.50-19.94143.96-143.9669.74-210.98-112.42-110.12-210.98114.73V64.5817.28-37.8037.8029.04102.75104.46101.69B左M-69.62-20.48-128.19128.19-196.8653.11-114.47-112.22-196.86V64.5817.2837.80-37.80102.7529.04104.46101.69B右M-5.31-1.5895.15-95.1587.28-98.26-8.75-8.58-98.26142.26V7.272.16-79.2979.29-69.7984.8211.9711.754AM-67.27-19.58214.60-214.60139.88-278.59-110.39-108.14-278.59138.90V64.5817.28-56.5156.5110.80121.00104.46101.69B左M-68.96-20.30-192.28192.28-258.67116.27-113.40-111.17-258.67V64.5817.2856.51-56.51121.0010.80104.46101.69B右M-5.80-1.73142.72-142.72133.15-145.15-9.56-9.38-145.15206.57V7.272.16-118.92118.92-108.43123.4611.9711.753AM-67.27-19.58270.56-270.56194.44-333.15-110.39-108.14-333.15159.15V64.5817.28-72.7872.78-5.06136.86104.46101.69B左M-68.96-20.30-253.43253.43-318.29175.90-113.40-111.17-318.29V64.5817.2872.78-72.78136.86-5.06104.46101.69B右M-5.80-1.73188.10-188.10177.40-189.40-9.56-9.38-189.40267.26V7.272.16-156.75156.75-145.32160.3511.9711.752AM-67.17-19.55299.26-299.26222.53-361.03-110.23-107.97-361.03168.07V64.5817.28-79.1979.19-11.31143.11104.46101.69B左M-68.86-20.29-270.91270.91-335.24193.03-113.25-111.04-335.24V64.5817.2879.19-79.19143.11-11.31104.46101.69B右M-5.87-1.73201.08-201.08189.99-202.11-9.65-9.47-202.11284.69V7.272.16-167.57167.57-155.87170.9011.9711.751AM-65.86-19.19347.06-347.06270.47-406.29-108.10-105.90-406.29182.70V64.5817.28-90.4890.48-22.32154.12104.46101.69B左M-68.15-19.98-304.42304.42-367.14226.48-111.98-109.75-367.14V64.5817.2890.48-90.48154.12-22.32104.46101.69B右M-6.23-1.91225.95-225.95213.83-226.77-10.32-10.15-226.77318.50V7.272.16-188.29188.29-176.07191.1011.9711.753、跨間最大彎矩的計算：以第一層AB跨梁為例，說明計算方法和過程。計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設計值，由平衡條件確定。1〕均布和梯形荷載下，如以下圖：VA=-〔MA+MB〕/l+q1l/2+〔1-a〕lq2/2假設VA-〔2q1+q2〕al/2≤0，說明x≤al，其中x為最大正彎矩截面至A支座的距離，那么x可由下式求解：VA-q1x-x2q2/〔2al〕=0將求得的x值代入下式即可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/〔6al〕假設VA-〔2q1+q2〕al/2>0，說明x>al，那么x=〔VA+alq2/2〕/〔q1+q2〕可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx-〔q1+q2〕x2/2+alq2〔x-al/3〕/2假設VA≤0，那么Mmax=MA2〕同理，三角形分布荷載和均布荷載作用下，如以下圖：VA=-〔MA+MB〕/l+q1l/2+q2l/4x可由下式解得：VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l第1層AB跨梁：梁上荷載設計值：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×〔14.22+0.5×7.2〕=21.38KN/m左震：MA=270.47/0.75=360.63KN·mMB=-367.14/0.75=-489.52KN·mVA=-〔MA-MB〕/l+q1l/2+〔1-a〕lq2/2=-〔360.63+489.52〕/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=-30.22KN<0那么Mmax發(fā)生在左支座，Mmax=1.3MEk-1.0MGE=1.3×347.06-〔65.86+0.5×19.19〕=375.72KN·mγReMmax=0.75×375.72=281.79KN·m右震：MA=-406.29/0.75=-541.72KN·mMB=226.48/0.75=301.97KN·mVA=-〔MA-MB〕/l+q1l/2+〔1-a〕lq2/2=〔541.72+301.97〕/7.2+10.15×7.2/2+21.38×7.2/3=205.03KN由于205.03-〔2×10.15+21.38〕×2.4/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4mx=〔VA+alq2/2〕/〔q1+q2〕=〔205.03+1.2×21.38〕/〔10.15+21.38〕=5.73mMmax=MA+VAx-〔q1+q2〕x2/2+alq2〔x-al/3〕/2=-541.72+205.03×5.73-〔10.15+21.38〕×〔5.73〕2/2+21.38×2.4×〔5.73-2.4/3〕/2=241.98KN·mγREMmax=0.75×241.98=181.48KN·m其它跨間的最大彎矩計算結果見下表：跨間最大彎矩計算結果表層次123跨ABBCABBCABBCMmax281.79214.91234.07191.00206.00178.40層次456跨ABBCABBCABBCMmax151.44134.1581.5188.2029.2638.434、梁端剪力的調整：抗震設計中，二級框架梁和抗震墻中跨高比大于2.5，其梁端剪力設計值應按下式調整：V=γRe[ηvb〔Mlb+Mrb〕/ln+VGb]〔1〕、對于第6層，AB跨：受力如下圖：梁上荷載設計值：q1=1.2×4.5=5.4KN/mq2=1.2×〔19.26+0.5×7.2〕=27.43KN/mVGb=5.4×7.2/2+27.43×4.8/2=85.27KNln=7.2-0.65=6.55m左震：Mlb=18.54/0.75=24.72KN·mMrb=-132.97/0.75=-177.29KN·mV=γ