畢業(yè)論文-某高校后勤五層辦公樓設(shè)計(jì)

1、. 第一章 框架結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)1.1 工程概況該辦公樓為五層鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)體系，建筑面積約4500m2，建筑平面為一字形。建筑方案確定，房間開(kāi)間為3.6m，進(jìn)深為6.3m，走廊寬度2.4m。一三層層高為3.6m，四、五層層高為3.3m，室內(nèi)外高差0.6m。框架梁柱及板均為現(xiàn)澆，框架平面柱網(wǎng)布置如圖1所示：圖1 框架平面柱網(wǎng)布置1.2 設(shè)計(jì)資料1、結(jié)構(gòu)形式：框架結(jié)構(gòu)。2、建筑等級(jí)為級(jí)，耐火等級(jí)為級(jí)。3、建筑結(jié)構(gòu)安全等級(jí)為二級(jí)，抗震設(shè)防烈度按7度設(shè)防。4、屋面為上人屋面。5、建筑設(shè)備：采用集中空調(diào)，水、電由市政提供。6、建筑裝修及材料：a.外墻面：外墻涂料。b.內(nèi)墻面：內(nèi)墻涂料。衛(wèi)生間及前室內(nèi)墻面選

2、用面磚。c.頂棚：吊頂部分用輕鋼龍骨礦棉吸音板吊頂，其余采用內(nèi)墻涂料。d.樓、地面：地板磚。7、墻體材料：所有墻體：標(biāo)高±0.000以上為200厚加氣混凝土砌塊，以下為240實(shí)心粘土磚墻8、門窗：a.本工程所選用玻璃為無(wú)色透明浮法玻璃。b.所有窗戶均為90系列鋁合金窗。c.房間門均為木門。屋面做法：SBS防水層；冷底子油熱瑪蹄脂二道；200厚膨脹珍珠巖保溫層；20mm厚水泥砂漿找平層；40厚鋼筋混凝土整澆層；預(yù)應(yīng)力混凝土多孔板；粉底（或吊頂）樓面做法：地板磚；50mm厚鋼筋混凝土整澆層；預(yù)應(yīng)力混凝土多孔板；粉底（或吊頂）7) 材料：混凝土強(qiáng)度等級(jí)為C25，縱筋級(jí)，箍筋級(jí)。第二章 框架

3、結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)計(jì)算2.1 梁柱截面、梁跨度及柱子高度的確定2.1.1 初估截面尺寸：柱子：15層柱截面尺寸相同，均采用截面：b×h=450mm×450mm梁：梁編號(hào)見(jiàn)圖2。框架梁截面的確定：L1:b×h=250mm×600mm L2:b×h=250mm×400mm L3:b×h=250mm×600mm 圖中括號(hào)內(nèi)為底層梁編號(hào)，括號(hào)外為其他層梁編號(hào)。若只有一個(gè)編號(hào)，表示底層與其他層梁相同。 圖2 梁的編號(hào)2.1.2 梁的計(jì)算跨度: 圖3 梁的計(jì)算跨度框架梁的計(jì)算跨度以柱形心線為準(zhǔn)，由于建筑軸線與墻軸線重合，故建筑軸線與結(jié)構(gòu)

4、計(jì)算跨度不同，如上圖3所示：2.1.3 柱高度底層柱高度h=3.6m+0.6m+0.5m=4.70m，其中3.6m為底層高，0.6m為室內(nèi)外高差，0.5m為基礎(chǔ)頂面至室外地坪的高度。其他層柱高等于層高，即為3.6m和3.3m。由此得框架計(jì)算簡(jiǎn)圖及柱編號(hào)如圖4所示：圖4 框架計(jì)算簡(jiǎn)圖及柱編號(hào)第三章 荷載計(jì)算3.1 屋面均布恒載：按屋面做法逐項(xiàng)計(jì)算均布荷載： SBS防水層 0.35kN/冷底子油熱馬蹄脂二道 0.05KN/200mm厚珍珠巖保溫層 0.2×6.5=1.3kN/20厚水泥砂漿找平層 0.02×20=0.4kN/40厚鋼筋混凝土整澆層 0.04×25=1.

5、0kN/預(yù)應(yīng)力混凝土多孔板 0.12×25=3.0kN/共計(jì) 5.5kN/屋面恒載標(biāo)準(zhǔn)值： (57.6) ×(6.3×2+2.4+0.20)×5.5=4815kN3.2 樓面均布恒載按樓面做法逐項(xiàng)計(jì)算:地板磚 0.65kN/50厚鋼筋混凝土整澆層 0.05×25=1.25kN/預(yù)應(yīng)力混凝土多孔板 1.9kN/吊頂或粉底 0.5kN/共計(jì) 4.3kN/樓面恒載標(biāo)準(zhǔn)值：(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)×4.3=3765kN 3.3 屋面均布活載計(jì)算重力荷載代表值時(shí)，要考慮雪荷載和施工荷載。雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值為：

6、 0.4×(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)=350kN3.4 樓面均布活載：樓面均布活載對(duì)于辦公樓一般房間為2.0kN/，會(huì)議室、走廊、樓梯、門廳等為2kN/。樓面均布活載標(biāo)準(zhǔn)值為： 2.0×(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)=1751kN3.5 梁柱自重（包括梁側(cè)、梁底、柱抹灰重量）梁側(cè)、梁底抹灰，柱四周抹灰，近似按加大梁寬及柱寬計(jì)算來(lái)考慮，計(jì)算見(jiàn)表1。3.6 墻體自重：墻體均為240厚，兩面抹灰，近似按加厚墻體考慮抹灰重量。單位面積上墻體重量為： （0.20）×5.50.05×20=2

7、.1kN/墻體自重計(jì)算見(jiàn)表2。表1 梁柱自重 梁（柱）編號(hào)截面b×h（）長(zhǎng)度l （）根數(shù)每根重量（KN）L10.25×0.66.3018×5=90(0.25+0.04)×0.6×6.44×25=28.01L20.25×0.42.409×5=45(0.25+0.04)×0.4×2.16×25=6.26L30.25×0.67.208×4+128=160(0.25+0.04)×0.6×6.44×25=28.01Z10.45×0.45

8、4.709×4=36(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×4.70×25=28.21Z20.45×0.453.69×4×2=72(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×3.6×25=21.61Z30.40×0.453.39×4×2=72(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×3.3×25=19.81表2 墻體自重墻體每片面積（m2）片數(shù)重量（kN）底層縱墻7.10×4.232954底層橫墻6.09&#

9、215;4.218460其他層縱墻7.10×3.11282817其他層橫墻6.09×2.8721228第四章 水平地震力作用下框架側(cè)移計(jì)算4.1 橫梁線剛度：采用混凝土C25， =2.8×107kN/在框架結(jié)構(gòu)中，有現(xiàn)澆樓面或預(yù)制板樓面。但是有現(xiàn)澆板的樓面，可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側(cè)移。為考慮這一有利作用，在計(jì)算梁的截面慣性矩時(shí)，對(duì)現(xiàn)澆樓面的邊框架取=1.5（為梁的截面慣性矩）；對(duì)中框架取=2.0。若為裝配樓板，帶現(xiàn)澆層的樓面，則邊框架梁取=1.2，對(duì)中框架取=1.5。橫梁線剛度計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表3。表3 橫梁線剛度 梁號(hào)截面（）跨度（m）慣性矩

10、（m4）邊框架梁中框架梁=（m4）（kN·m）=（m4）（kN·m）0.25×0.66.304.5×10-36.75×10-33.00×1049×10-34.19×1040.25×0.42.401.3×10-31.95×10-32.28×1042.6×10-33.61×1040.25×0.67.204.5×10-36.75×10-32.63×1049×10-36.21×1044.2橫向框架柱的側(cè)移

11、剛度D值柱線剛度列于表4，橫向框架柱側(cè)移剛度D值計(jì)算列于表5。表4 柱線剛度 柱號(hào)截面（）柱高度h（m）慣性矩線剛度（m4）（kN·m）0.45×0.454.553.42×10-32.25×1040.45×0.453.63.42×10-32.85×1040.40×0.403.32.13×10-32.95×104表5 橫向框架柱側(cè)移剛度D值計(jì)算 項(xiàng)目柱類型層根數(shù)底層邊框架邊柱0.5673034邊框架中柱0.6787384中框架邊柱0.61795614中框架中柱0.73952114 308842續(xù)表

12、5二三四五層邊框架邊柱0.35593684邊框架中柱0.506133534中框架邊柱0.4241525314中框架中柱0.5781525314 4610724.3 橫向框架自振周期按頂點(diǎn)位移法計(jì)算框架的自振周期只要求出結(jié)構(gòu)的頂點(diǎn)水平位移，就可以按下式求得結(jié)構(gòu)的基本周期： 式中：基本周期調(diào)整系數(shù)?？紤]填充墻使框架自振周期減少的影響，取0.7?？蚣艿捻旤c(diǎn)位移。在未求出框架的周期前，無(wú)法求出框架的地震力及位移，是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假象框架頂點(diǎn)位移。然后由求出，再用求出框架結(jié)構(gòu)的底部剪力。進(jìn)而求出框架各層剪力和結(jié)構(gòu)真正的位移。橫向框架頂點(diǎn)位移計(jì)算見(jiàn)表6。表6 橫向框架頂點(diǎn)位移 層次

13、（kN）（kN）（kN/m）層間相對(duì)位移5781878184610720.05020.504547467152854610720.06890.454337467227524610720.08950.385427467302194610720.10610.295918007382263088420.18980.1898 =1.7×0.7=0.724（s）4.4橫向地震作用計(jì)算在類場(chǎng)地，7度設(shè)防區(qū)，設(shè)計(jì)地震分組為第二組情況下：結(jié)構(gòu)的特征周期和水平地震影響系數(shù)最大值（7度，多遇地震）為：=0.35s =0.08由于=0.7241.4=1.4×0.35=0.49（s），應(yīng)考慮頂點(diǎn)附

14、加地震作用。按底部剪力法求得的基底剪力，若按分配給各層，則水平地震作用呈倒三角形分布。對(duì)一般層，這種分布基本符合實(shí)際。但對(duì)結(jié)構(gòu)上部，水平作用小于按時(shí)程分析法和振型分解法求得的結(jié)果，特別對(duì)于周期比較長(zhǎng)的結(jié)構(gòu)相差更大。地震的宏觀震害也表明，結(jié)構(gòu)上部往往震害很嚴(yán)重。因此，即頂部附加地震作用系數(shù)考慮頂部地震力的加大?？紤]了結(jié)構(gòu)周期和場(chǎng)地的影響。且修正后的剪力分布與實(shí)際更加吻合。=0.08 +0.01=0.08×0.724+0.01=0.071結(jié)構(gòu)橫向總水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值：=（）0.9××0.85=（）0.9×0.08×0.85×38226=1

15、352kN頂點(diǎn)附加水平地震作用：=0.071×1352=96kN各層橫向地震剪力計(jì)算見(jiàn)表7，表中表7 各層橫向地震作用及樓層地震剪力 層次（m）（m）（kN）（kN）（kN）（kN）53.318.5078181446330.324502.95502.9543.315.2074261128750.253317.77820.7233.611.907426883690.198248.691069.4123.68.307426626360.140175.841245.2514.704.708007376330.084105.501350.75注：表中第5層中加入了，其中 =96kN。橫向框架

16、各層水平地震作用和地震剪力見(jiàn)圖6。4.5 橫向框架抗震變形驗(yàn)算多遇地震作用下，層間彈性位移驗(yàn)算見(jiàn)表8。(a) (b)(a)水平地震作用 (b)地震剪力圖6 橫向框架各層水平地震作及地震剪力表8 橫向變形驗(yàn)算層次層間剪力（kN）層間剛度（kN）層間位移（mm）層高（m）層間相對(duì)彈性轉(zhuǎn)角5502.95461072 2123.61/16984829.72461072 2603.61/138531069.41461072 3003.61/120021245.25461072 3223.61/111811350.75308842 5054.701/901注：層間彈性相對(duì)轉(zhuǎn)角均滿足要求=1/550第五章

17、水平地震作用下橫向框架的內(nèi)力分析本設(shè)計(jì)取軸線上的橫向框架為KJ1代表進(jìn)行計(jì)算，柱端彎矩KJ1計(jì)算，詳見(jiàn)表9。地震作用下框架梁端彎矩，梁端剪力及柱軸力計(jì)算見(jiàn)表10，結(jié)果見(jiàn)圖7、圖8。圖7 地震作用下框架梁柱彎矩圖（單位：kN·m）圖8 地震作用下框架梁端剪力及柱軸力（KN）層次層高h(yuǎn)i(m)層間剪力Vi(kN)層間剛度Di(kN)D軸柱（中柱）Dim(kN)Vim(kN)y(m)M上(kN·m)M下(kN·m)53.3502.9546107215253322.740.5062.9757.643.3829.7246107215253402.740.5075.24723

18、3.61069.4146107215253452.740.5083.118123.61245.2546107215253492.740.5089.6688.214.71350.753088429521483.470.55120.81120.12表9 軸線橫向框架KJ-1柱端彎矩計(jì)算 注：表中y=y0+y1+y2,3； Vim= ViDim/Di； M下= Vim yihi； M上= Vim( 1-yi )hi層次層高h(yuǎn)i(m)層間剪力Vi(kN)層間剛度Di(kN)F軸柱（邊柱）Dim(kN)Vim(kN)y(m)M上(kN·m)M下(kN·m)53.3502.954610

19、7211189251.470.4747.742.343.3829.7246107211189301.470.4757.2450.7633.61069.4146107211189351.470.50636323.61245.2546107211189381.470.5068.468.414.71350.753088427956401.860.5581.9100.1表9 軸線橫向框架KJ-1柱端彎矩計(jì)算表10 地震力作用下框架梁端彎矩、梁端剪力及柱軸力 注：表中y=y0+y1+y2,3； Vim= ViDim/Di； M下= Vim yihi； M上= Vim( 1-yi )hi第六章 豎向荷載作

20、用下橫向框架的內(nèi)力分析層次BD跨EF跨柱軸力L(m)M左(KN·m)M右(KN·m)Vb(KN)L(m)M左(KN·m)M右(KN·m)Vb(KN)NA(KN)NB(KN)56.378.1653.2320.402.5645.8745.8735.84-39.52-31.8346.399.5369.6226.272.5659.9859.9846.86-65.79-52.4236.3113.7682.1930.432.5670.8170.8155.32-96.22-77.3126.3131.485.5233.682.5673.6873.6857.56-129.

21、9-101.1916.3150.3100.1738.892.5686.3186.3167.43-168.79-129.73仍取軸線上的中框架計(jì)算分析。6.1 荷載計(jì)算圖9 屋（樓）面板支承梁的荷載經(jīng)判斷知該設(shè)計(jì)中的屋（樓）面板均為雙向板，屋面均布恒載及活載均為梯形分布及三角形分布傳給梁，計(jì)算如下：第5層梁的均布線荷載BD跨： 屋面均布恒載傳給梁 5.5×4.8×0.8=21.12kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m恒載： 25.47kN/mDE跨： 屋面均布恒載傳給梁 5.5×2.4×0.625=8.

22、25kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m恒載： 11.15kN/m第5層活荷載： BD跨： 1.5×4.8×0.8=5.76 kN/mDE跨： 1.5×2.4×0.625=2.25kN/m第5層梁的均布線荷載BD跨： 屋面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m恒載： 20.86kN/mDE跨： 屋面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m橫梁自

23、重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m恒載： 9.35kN/m第2、3、4層梁均布線荷載 BD跨： 樓面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25=4.35kN/m恒載： 20.86kN/mDE跨： 樓面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m恒載： 9.35kN/m第2、3、4層活荷載：BD跨： 2×4.8×0.8=7.

24、68 kN/mDE跨： 2×2.4×0.625=3.0kN/m第2、3、4、5層集中荷載：梁傳荷載：0.625kN縱梁自重（包括抹灰）： 0.29×0.45×4.8×25=10.44kN縱墻自重： 0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN柱自重（包括抹灰）： 0.49×0.49×3.6×25=21.61kN/m總計(jì)： 159.04kN第1層梁的均布線荷載BD跨： 樓面均布恒載傳給梁 4.3×4.8×0.8=21.12kN/m橫梁自重（包括抹灰）

25、0.29×0.6×25=4.35kN/m恒載： 20.86kN/mDE跨： 樓面均布恒載傳給梁 4.3×2.4×0.625=8.25kN/m橫梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25=2.9kN/m恒載： 9.35kN/m第1層活荷載： BD跨： 2×4.8×0.8=7.68 kN/mDE跨： 2×2.4×0.625=3.0kN/m第1層集中荷載：梁傳荷載：0.625kN縱梁自重（包括抹灰）： 0.29×0.60×4.8×25=20.88kN縱墻自重： 0.28&

26、#215;（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN柱自重： 0.49×0.49×3.6×25=21.61kN總計(jì)： 164.26kN中框架恒載及活荷載見(jiàn)圖10、圖116.2 用彎矩分配法計(jì)算框架彎矩豎向荷載作用下框架的內(nèi)力分析，對(duì)一般的工業(yè)與民用建筑可以不考慮活荷載的不利布置。這樣求得的框架內(nèi)力，梁跨中彎矩較考慮活荷載不利布置法求得的彎矩偏低，但當(dāng)活荷載在總荷載比例較小時(shí)，其影響很小，若活載占總荷載例較大，可在截面配筋時(shí)，將跨中彎矩乘1.11.2的放大系數(shù)予以調(diào)整。A 固端彎矩計(jì)算：將框架視為兩端固定梁，計(jì)算固端彎矩。計(jì)算結(jié)果見(jiàn)表11

27、：圖10 框架豎向荷載示意（恒載示意）圖11 框架豎向荷載示意（活載示意）表11 固端彎矩計(jì)算 B 分配系數(shù)計(jì)算：見(jiàn)圖9，圖10；考慮框架對(duì)稱性，取半框架計(jì)算，半框架的梁柱線剛度如圖12所示。切斷的橫梁線剛度為原來(lái)的一倍，分配系數(shù)按與節(jié)點(diǎn)連接的各桿的轉(zhuǎn)動(dòng)剛度比值計(jì)算。A柱頂層節(jié)點(diǎn)：其他層的分配系數(shù)見(jiàn)圖13、圖14圖12 半框架梁柱線剛度示意（KN.m）圖13 恒載彎矩分配表（KN.m）上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17 -72.0972.09 -5.1114.5623.2934.24-26.39-11.79-17.95-11.398

28、.2910.38-13.2017.12-6.23-8.17 -1.11-1.77-2.60-1.07-0.48-0.73-0.46-0.66-1.44-0.54-1.30-0.390.23 0.530.851.250.580.260.390.2521.6231.30-52.9361.03-18.63-26.23-16.71上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -72.0972.09 -5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3111.6410.38-11.9915.28-8.98-8.17

29、-2.89-2.89-4.250.670.450.450.29-0.88-1.260.33-2.13-0.360.13 0.520.520.770.850.580.580.3629.1527.51-56.6662.78-24.65-23.35-14.77上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -72.0972.09 -5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3110.3810.38-11.9915.28-8.17-8.17 -2.53-2.53-3.720.380.260.260.16-1.4

30、4-1.360.19-1.860.230.18 0.750.751.110.520.350.350.2227.9328.01-55.9362.43-23.67-23.72-15.04上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -72.0972.09 -5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3110.3811.07-11.9915.28-8.17-8.61 -2.72-2.72-4.010.540.360.360.23-1.260.350.27-2.000.13-1.04 0.190.190.27

31、1.040.710.710.4527.3429.64-56.9862.97-23.31-24.91-14.75上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163-72.0972.09-5.1122.1317.4532.51-25.32-17.21-13.60-10.9210.38 -12.6616.26-8.170.700.551.03-3.06-2.08-1.64-1.32-1.36 -1.530.510.180.890.701.30-0.26-0.18-0.14-0.1132.7418.70-51.4360.22-27.46-15.38-17

32、.469.35-7.69圖14 活載彎矩分配圖（KN.m）上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17 -26.5426.54 -1.645.368.5712.61-9.81-4.38-6.67-4.233.053.82-4.916.30-2.32-3.04 -0.40-0.64-0.94-0.37-0.17-0.25-0.16-0.02-0.53-0.19-0.47-0.260.09 0.150.240.350.250.110.170.118.1411.47-19.6122.44-7.02-9.70-5.93上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.

33、2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -26.5426.54 -1.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.834.293.82-4.465.63-3.34-3.04 -1.05-1.05-1.550.270.180.180.12-0.32-0.460.13-0.77-0.130.05 0.190.190.270.300.210.210.1310.7510.14-20.8923.05-9.15-8.67-5.23上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -26.5426.54 -1

34、.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.833.823.82-4.465.63-3.04-3.04 -0.92-0.92-1.350.160.110.110.07-0.53-0.500.08-0.680.090.07 0.270.270.400.180.120.120.0810.2910.32-20.6222.92-8.79-8.80-5.33上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154 -26.5426.54 -1.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.833.824.07-4.46

35、5.63-3.04-3.20 -0.99-0.99-1.460.220.150.150.09-0.460.140.11-0.730.05-0.38 0.060.060.090.380.260.260.1610.0810.92-21.0023.12-8.65-9.25-5.22上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163 -26.5426.54 -1.648.156.42-9.41-6.40-5.05-4.063.82 -4.715.98-3.04 0.270.210.40-1.11-0.76-0.60-0.48-0.50 -0.560.20

36、0.07 0.320.250.47-0.10-0.07-0.06-0.0412.076.89-18.9622.09-10.19-5.71-6.223.45-2.85C 傳遞系數(shù)：遠(yuǎn)端固定，傳遞系數(shù)為1/2； 遠(yuǎn)端滑動(dòng)鉸支，傳遞系數(shù)為-1。D 彎矩分配：恒荷載作用下，框架的彎矩分配計(jì)算見(jiàn)圖13，框架的彎矩圖見(jiàn)圖14；活荷載作用下，框架的彎矩分配計(jì)算見(jiàn)圖15，框架的彎矩圖見(jiàn)圖16。豎向荷載作用下，考慮框架梁端的塑性內(nèi)力重分布，取彎矩調(diào)幅系數(shù)為0.8，調(diào)幅后，恒荷載及活荷載彎矩圖見(jiàn)圖15及圖16中括號(hào)內(nèi)數(shù)值。圖15 恒載作用下框架彎矩圖（KN.m）圖16 活載作用下框架彎矩圖（KN.m）6.3 梁端

37、剪力及柱軸力的計(jì)算梁端剪力： 式中：梁上均布荷載引起的剪力，； 梁端彎矩引起的剪力，；柱軸力： 式中：梁端剪力； 節(jié)點(diǎn)集中力及柱自重；以BD跨，四層梁在恒載作用下，梁端剪力及柱軸力計(jì)算為例。由圖11查得梁上均布荷載為：第四層：=20.86kN/m集中荷載：154.85kN 柱自重： 17.42kN第五層：=25.47kN/m 由圖16查得 四層梁端彎矩：=52.16kN·m（41.73kN·m） =60.85kN·m（48.68kN·m）五層梁端彎矩： =40.15kN·m（32.12kN·m） =66.52kN·m（53.

38、22kN·m）括號(hào)內(nèi)為調(diào)幅的數(shù)值。五層梁端剪力： = =1/2×25.47×6.44=82.01kN調(diào)幅前： = =（40.15-66.52）/6.44=-4.09kN = +=82.01-4.09=77.92kN = -=82.01+4.09=86.1kN調(diào)幅后： = =（32.12-53.22）/6.44=-3.28kN = +=82.01-3.28=78.73kN = -=82.01+3.28=85.79kN同理可得五層梁端剪力：調(diào)幅前： =1/2×20.86×6.44+(52.16-60.85)/6.44=65.82kN =1/2

39、15;20.86×6.44-(52.16-60.85)/6.44=68.52kN調(diào)幅后： =1/2×20.86×6.44+(41.73-48.68)/6.44=66.09kN =1/2×20.86×6.44-(41.73-48.68)/6.44=68.25kN五層A柱柱頂及柱底軸力： = =78.73kN =78.73+17.42=96.15kN四層A柱柱頂及柱底軸力： =78.73+66.09+154.85=299.67kN = 299.67+17.42=317.09kN其他層梁端剪力及柱軸力計(jì)算見(jiàn)表14，表15。層次荷載引起剪力彎矩引起剪力

40、總剪力柱軸力BD跨DE跨BD跨DE跨BD跨DE跨BDVqA=VqB(KN)VqB=VqC(KN)VmA=-Vmb(KN)Vmb=Vmc(KN)VA(KN)VB(KN)VB= VC(KN)N頂(KN)N底(KN)N頂(KN)N底(KN)567.1711.97-1.26(-1.01)065.91(66.16)68.43(68.18)11.97520.68542.29532.75554.36467.1711.97-0.95(-0.76)066.22(66.31)68.12(67.93)11.97741.84763.45755.72777.33367.1711.97-1.01(-0.81)066.16

41、(66.36)68.18(67.98)11.97963.05984.66978.751000.36267.1711.970.93(0.74)066.24(66.43)68.10(67.91)11.971184.331205.941201.71223.31167.1711.97-1.36(-1.09)065.81(66.08)68.53(68.26)11.971405.261432.571425.081446.69表14 恒載作用下梁端剪力及柱軸力表15 活載作用下梁端剪力及柱軸力層次荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力BD跨DE跨BD跨DE跨BD跨DE跨BDVqA=VqB(KN)VqB=VqC

42、(KN)VmA=-Vmb(KN)Vmb=Vmc(KN)VA(KN)VB(KN)VB= VC(KN)N頂=N底(KN)N頂=N底(KN)524.733.840.45(0.35)024.28(24.38)25.18(25.08)3.8466.5670.13424.733.840.34(0.27)024.39(24.46)25.09(25.00)3.8491.0299.04324.733.840.36(0.29)024.37(24.44)25.09(25.02)3.84115.46127.97224.733.840.98(0.78)023.75(23.95)25.71(25.51)3.84139.4

43、1157.52124.733.840.49(0.39)024.24(24.34)25.22(25.12)3.84163.75186.58第七章 內(nèi)力組合 7.1 框架內(nèi)力組合在恒載和活載作用下，跨間可以近似取跨中的代替式中：、梁左、右端彎矩，見(jiàn)圖10、11括號(hào)內(nèi)的數(shù)值跨中若小于應(yīng)取在豎向荷載與地震組合時(shí),跨間最大彎矩采用數(shù)解法計(jì)算,如圖17所示圖17 框架梁內(nèi)力組合圖圖中：、重力荷載作用下梁端的彎矩； 、水平地震作用下梁端的彎矩； 、豎向荷載與地震荷載共同作用下梁端反力；對(duì)作用點(diǎn)取矩 -( - + +) X處截面彎矩為 =- + 由=0,可求得跨間的位置為=將代入任一截面處的彎矩表達(dá)式,可得跨

44、間最大彎矩為 = - + =- + 當(dāng)右震時(shí)公式中、反號(hào)及的具體數(shù)據(jù)見(jiàn)表16,表中、均有兩組數(shù)據(jù)項(xiàng)目跨層次 1.2(恒+0.5活)1.3地震qMGA(kN·m)MGB(kN·m)MEA(kN·m)MEB(kN·m)(kN/m)BD跨543.3171.1425.7424.9634.02464.4371.33129.3990.5129.64363.5970.93147.89106.85264.7875.12170.82111.18158.4732.42195.39130.22DE跨532.6632.6621.5021.5014.73416.6916.6977.9777.9713.02316.6916.6992.0592.05216.6716.6795.1895.18119.7519.75112.2112.2項(xiàng)目跨層次 lRAx1MGE(m)(kN)(m)(kN·m)BD跨567.50/120.542.28/4.07118.45/83.68460.22/128.522.03/4.34126.03/85.32354.75/133.861.85/4.52135.02/91.30250.05/137.621.69/4.64148.37/83.46148.93/