土木工程专业.doc

第一部分：工程概况

结构类型
[ ] 砌体结构
[ ] 底框砌体结构
[√ ] 框架填充墙结构
[ ] 小墙肢结构
[ ]高层剪力墙结构
[ ] 框剪结构
[ ] 筒体结构
[ ] 框支结构
[ ] 其它
工程地段: 山东省济南市
本工程±0.00由现场确定；室内外高差： 0.45 m
主要材料
混凝土 基础 C40；上部C30
钢 材 三级钢 二级钢（箍筋，板筋）
砌 体 加气混凝土砌块 ；
结构层数
地上 5 层；局部 6层
结构高度 22.05 m；宽度 31.8 m；长度 46.8 m；
结构特点：
本工程属办公楼，建筑类别：丙类。平面近似L型，整体属于较规则结构。
基础
形式
采用桩基础，桩采用复合载体夯扩桩，

抗震设防烈度 7 度，抗震等级 三 级，场地类别 Ⅱ ；
安全等级 二 级， 基本风压： 0.45 kN/㎡
人防布置
无
抗震缝设置
无
注：结构高度指室外地坪至檐口或大屋面

第二部分：结构选型及布置
荷载取值
柱网与层高：本办公楼采用柱距为6.6m的内廊式小柱网，横向为4.8*2.4*6.6m,层高取3.6m，如下图所示：

柱网布置图
框架结构承重方案的选择：
竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至基础。
根据以上楼盖的平面布置及竖向荷载的传力途径，本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案，这可使横向框架梁的截面高度大，增加框架的横向侧移刚度。
框架结构的计算简图：（本方案中，需近似的按左数第二榀横向的平面框架（为五层）计算。）底层高4.5m,其余层高3.6m。

梁、柱截面尺寸的初步确定：
1、 梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案取纵向500mm，截面宽度取300mm,可得梁的截面初步定为b×G=300*500。横向取300*500。
2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：
（1）柱组合的轴压力设计值N=βFg E n
注：β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。
F按简支状态计算柱的负载面积。
g E 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取14KN/m2。
n为验算截面以上的楼层层数。
（2） Ac≥N/uNfc
注：uN 为框架柱轴压比限值，本方案为三级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.9。
3、计算过程：
对于边柱：
N=βFg E n=1.3×6.6×3.3×12×5=1699（KN）
Ac≥N/uNfc=1699×103/0.9/14.3=132012（mm2）
取500mm×500mm
对于内柱：
N=βFg E n=1.25×6.6×4.2×12×6=2494.8（KN）
Ac≥N/uNfc=2494.8*103/0.8/14.3=218076（mm2）
取500mm×500mm（此处取相同的柱子）

梁截面尺寸（mm）
混凝土等级
横梁（b×G）
纵梁（b×G）
C30
300×500
300×500

柱截面尺寸（mm）
层次
混凝土等级
b×G
1-6
C30
500×500

第三部分：荷载统计
查建筑结构荷载规范（GB50009-2001）得
一. 可变荷载标准值选用（kN/㎡）
名称

荷载
走廊门厅
楼梯
办公室会议室
卫生间
上人屋面
不上
人屋面
2.5
2.5
2.0
2.0
2.0
0.5
本工程
选用
√
√
√
√
√
×

二．上部永久荷载标准值及构件计算
楼面荷载
楼面恒载
楼面1（楼21）用于除卫生间的房间（25厚）
20厚水磨石地面 0.65kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 3.0 kN/m2
16厚纸筋灰板底抹灰及顶棚 0.194 kN/m2

恒载合计2.18 kN/m2

普通卫生间：（防水楼面）60厚
10厚大面积防滑地砖 10mm 0.22 kN/m2
30厚1：2水泥砂浆结合 30 mm 0.40 kN/m2
20厚1：2水泥砂浆找平 20 mm 0.40 kN/m2
现浇钢筋混凝土板 100mm 2.5 kN/m2
板底抹灰及顶棚 0.45 kN/m2

恒载合计4.2 kN/m2
屋面荷载（屋27）
500×500×25C20细石混凝土板 0.4 kN/m2
3厚沥青防水（2层） 0.1 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆结合 0.4 kN/m2
100厚憎水膨胀珍珠岩 0.4 kN/m2
2%找坡最薄20 0.39 kN/m2
20厚1：3水泥砂浆找平 0.3 kN/m2
120厚现浇钢筋混凝土板 3 kN/m2
板底抹灰及顶棚 0.19 kN/m2

恒载合计5.409 kN/m2

外墙240厚
加气混凝土砌块 1.8 kN/m2
1:3水泥砂浆找平 0.24 kN/m2
1:1:6水泥石膏砂浆 0.42 kN/m2
水泥砂浆找平 0.28 kN/m2

恒载3.78kN/m2

内墙200厚
加气混凝土砌块 1.5 kN/m2
1:3水泥砂浆找平 0.12 kN/m2
1:0.3:3水泥石膏砂浆 0.2 kN/m2

恒载1.82 kN/m2
女儿墙1.5m 3.72 kN/m2
风荷载：基本风压取0.45 kN/m2
查结构荷载规范得，风载体型系数为0.8+0.6=1.4，风压高度变化系数按B类粗糙度查
表，从室外地面算为22.05m，小于30m.βz=1.0,所选框架的负载宽度为6.6 m，
层高
离地面高度（m）
风压高度变化系数
各层柱顶集中荷载标注值(kN)
5
18.45
1.25
13.3
4
14.85
1.14
14.8
3
11.25
1.14
14.8
2
7.65
1.14
14.8
1
4.05
1.14
16.6

计算过程如下：以第五层为例
P=βzμsμzωoA=1*1.4*1.14*0.45*6.6*(1.8+1.5)=13kN
其中1.5m为女儿墙高度。底层的取一二层的平均值。
雪荷载：基本雪压为0.2 kN/m2。雪荷载比楼面活荷载小，只有在计算地震组合时考虑。
水平地震力：（见后）

第三部分：内力分析

屋面恒荷载:
屋面恒载传来:5.41KM/M2
框架梁自重25*0.3*0.5=3.75 KM/M
梁侧粉刷 2*（0.5-0.12）*0.02*17=0.26 KM/M
作用在顶层框架梁上的线荷载为
G51=4.01 KM/M
G5DF2=5.41*6.6=33.32 KM/M
G5GG2=5.41*4.8=26 KM/M
楼面恒荷载：
楼面恒荷载传来：3.84 KM/M2
框架梁及梁侧粉刷：4.05 KM/M
内墙自重：6.76 KM/M
作用在中间层框架梁上的线荷载为：
G=4.05+6.76=10.8 KM/M
GGF=4.01 KM/M
GGG=3.84*4.8=18.43 KM/M
GFD=3.84*6.6=25.34 KM/M
屋面框架节点集中荷载标准值：
边柱联系梁自重：0.3*0.5*6.1*25=22.87KN
粉刷：0.02*（0.5-0.12）*2*6.1*17=1.58KN
1.5m高女儿墙自重：1.5*6.6*0.24*7.5=17.82KN
粉刷：1.5*0.02*2*6.6*17=6.732KN
联系梁传来的屋面自重：
G:0.5*(6.6+1.8)*2.4*5.41=54.52KN
D:0.5*6.6*0.5*6.6*5.41=58.9KN
顶层边节点集中荷载
G:103.52KN
D:107.9KN
中柱联系梁自重：0.3*0.5*6.1*25=22.87KN
粉刷： 1.58KN
联系梁传来屋面自重：F:0.5*(6.6+6.6-4.8)*4.8/2*5.409=54.52 KN
6.6*1.2*5.409=42.84 KN
E:0.5*6.6*0.5*6.6*5.409=58.9 KN
6.6*1.2*5.409=42.84 KN
顶层中节点集中荷载：F:121.81 KN
E:126.19 KN
楼面框架节点集中荷载标准值：
边柱联系梁自重：22.87 KN
粉刷： 1.58 KN
边墙体自重：0.24*（6.1*3.1-4.8*2.1）*（8+0.68）=16.5 KN
窗自重：4.8*2.1*0.45=4.54 KN
框架柱自重：0.5*0.5*3.6*25=22.5 KN
粉刷：2.15 KN
联系梁传来楼面自重：G:0.5*(6.6+1.8)*2.4*3.84=38.71 KN
D:0.5*6.6*0.5*6.6*3.84=41.82 KN
中间层边节点集中荷载：G:108.85 KN
D:111.96 KN
中柱联系梁自重：22.87 KN
粉刷： 1.58 KN
内墙纵自重：21.17+4.8=25.97 KN
门重：0.4*2.4*2=1.92 KN
框架柱自重：0.5*0.5*3.6*25=22.5 KN
粉刷：1.25 KN
联系梁传来楼面自重：F:0.5*(6.6+1.8)*4.8/2*3.84=33.7 KN
6.6*1.2*3.84=30.4 KN
E:0.5*6.6*0.5*6.6*3.84=41.82 KN
6.6*1.2*3.84=30.41 KN
中间层节点集中荷载：F:140.19 KN
E:148.32 KN
荷载分布如下图：

楼面活荷载计算：
上人屋面：2.0KN/M
P5DE=2.0*6.6=13.2 KN/M
P5FG=2.0*4.8=9.6 KN/M
P5D=6.6/2*6.6/2*2.0=21.78 KN
P5G=0.5*(6.6+1.8)*2.4*2.0=20.16 KN
P5E=21.78+6.6*1.2*2.0=37.62 KN
P5F=20.16+6.6*1.2*2.0=36 KN
中间层
P5DE=13.2 KN/M
P5FG=9.6 KN/M
P5D=（6.6/2）2*2.0=21.78 KN
P5G=20.16 KN
P5E=21.78+6.6*1.2*2.5=41.58 KN
P5F=20.16+6.6*1.2*2.5=39.96 KN
活荷载下的计算简图：

荷载计算借用力学求解器，手算用弯矩二次分配法，固端弯矩取用时把三角形荷载转为
均布荷载，这里借用《结构静力计算手册》进行叠加，手算时，得到支座处弯矩后，（手算电算弯矩相差最大约10多，这里以电算结果为准）再把梁柱分别当成简支梁加上弯矩，运用实际的荷载分布，由受力平衡，得剪力，和跨中弯矩。而梁的剪力就是产生于柱的轴力，中柱的轴力是两边的梁剪力的叠加。
电算结果如下：

恒载弯矩图

恒载剪力图

恒载轴力图
由于框架结构合理的破坏形式是梁端出现塑性铰，考虑到钢筋混凝土结构具有塑
性内力重分布的性质，在竖向荷载下可以适当降低梁端弯矩，进行调幅（调幅系数取
0.85），以减少负弯矩钢筋的拥挤现象，便利于浇捣
。以五层的GF跨为例，说明调幅方法。
MA =-30.42*0.80=-24.34KN*M, MB =-32.29*0.80=-25.83 KN*M,
由简支梁产生的跨中弯矩为30.23KN*M,
由梁端弯矩产生的跨中弯矩是0.2*（24.34+25.83）*10/8/2=6.27 KN*M则叠加后的弯矩是
M中=30.23+6.27=36.5 KN*M,
其他跨的调幅方法如上 ,现将调幅结果列入下表
梁
截面
位置
单位
荷载
梁
截面
位置
单位
荷载
G5 ~F5
梁左
M/kN•m
-24.34

Gm ~F4
梁左
M/kN•m
-36.49
A5
V/KN
40.53
A4
V/KN
53.64
跨内
M/kN•m
36.6
跨内
M/kN•m
39.26
梁右
M/kN•m
-24.23
梁右
M/kN•m
-32.91
B5
V/KN
-41.31
B4
V/KN
-51.77
F5~E5
梁左
M/kN•m
-16.77

F4~E4

梁左
M/kN•m
-18.14
B5
V/KN
2.85
B4
V/KN
12
跨内
M/kN•m
-15.29
跨内
M/kN•m
-11.24
梁右
M/kN•m
-20.54
梁右
M/kN•m
-4.34
C5
V/KN
-6.78
C4
V/KN
2.38
E5~D5
梁左
M/kN•m
-60.9

E4~D4

梁左
M/kN•m
-64.92
B5
V/KN
68.69
B4
V/KN
75.03
跨内
M/kN•m
83.02
跨内
M/kN•m
79.47
梁右
M/kN•m
-59.06
梁右
M/kN•m
-77.72
C5
V/KN
-22.03
C4
V/KN
-79.88

梁
截面
位置
单位
荷载
梁
截面
位置
单位
荷载
G3~F3
梁左
M/kN•m
-34.91
G2 ~F2
梁左
M/kN•m
-35.4
A3
V/KN
53.19
A2
V/KN
53.31
跨内
M/kN•m
33.98
跨内
M/kN•m
39.72
梁右
M/kN•m
-33.05
梁右
M/kN•m
-33.08
B3
V/KN
-52.22
B2
V/KN
-52.1
F3~E3
梁左
M/kN•m
-15.82

F2~E2

梁左
M/kN•m
-13.92
B3
V/KN
7.84
B2
V/KN
6.57
跨内
M/kN•m
-8.88
跨内
M/kN•m
-8.99
梁右
M/kN•m
-10
梁右
M/kN•m
-10.58
C3
V/KN
-1.78
C2
V/KN
3.06
E3~D3
梁左
M/kN•m
-66.18

E2~D2

梁左
M/kN•m
-68.31
B3
V/KN
75.99
B2
V/KN
76.58
跨内
M/kN•m
80.76
跨内
M/kN•m
80.18
梁右
M/kN•m
-73.89
梁右
M/kN•m
-72.93
C3
V/KN
-78.91
C2
V/KN
-78.33

梁
截面
位置
单位
荷载
A1~B1
梁左
M/kN•m
-32.86
A1
V/KN
55.9
跨内
M/kN•m
41.47
梁右
M/kN•m
-32.11
B1
V/KN
-52.11
B1~C1
梁左
M/kN•m
-12.37
B1
V/KN
0.93
跨内
M/kN•m
-12.13
梁右
M/kN•m
-19.82
C1
V/KN
-8.69
B1~C1
梁左
M/kN•m
-70.5
B1
V/KN
78.19
跨内
M/kN•m
82.25
梁右
M/kN•m
-66.59
C1
V/KN
78.71
由于在算梁配筋时，我们需要将其转化到柱端，现以恒载为例，计算如下
以第五层梁GF 为例，MA=-24.34KN*M VA=40.53KN
V1=V-g*b/2=40.53-40.53*0.5/2=30.4KN
M1=M- V1*b/2=-24.34+40.53*0.5/2=-14.21 KN*M
其他荷载的转化方法如上，水平荷载时剪力不转化。过程省略，转化后的结果直接记入
下面的梁内力组合表中，这里不再列出。
活载的计算，这里取满跨荷载时作为最不利荷载，（影响线借用力学求解器计算），梁支座处采用满布时的弯距，在这里不在考虑调幅，剪力，轴力的算法同恒载，内力图如下
活荷载弯矩图

活荷载剪力图

活荷载轴力图
考虑地震作用时，活荷载屋面应取雪荷载，但考虑到雪荷载值太小，保守的计算仍以活荷载作为地震时的重力代表值计算参数
则地震荷载代表值得计算：恒载取1.0，活荷载取0.5
G5= 518+0.5*（76+59+90+53）=657KN( 其中76是外墙的重量，59是内墙体的重量，90是该层柱的重量，53是梁的重量)
同理的G4=G3=G2=714 KN
G1=813KN(底层柱取4.7/2高)
下面计算刚度
横梁线刚度ib的计算：
类别
Ec
（N/mm2）
2EcI0/l（N·mm）
GF跨
3.0×104
3.9×1010
FE跨
3.0×104
7.8×1010
ED跨
3.0×104
2.9×1010

柱线刚度i c的计算：I=bG3/12
层次
Gc（mm）
Ec（N/mm2）
b×G
（mm×mm）
EcIc/Gc
（N·mm）
1
4500
3.0×104
500×500
3.5×1010
2--5
3600
3.0×104
500×500
4.4×1010

梁柱弯曲变形引起的柱侧移刚度，忽略柱的轴向变形。

层
号

位
置
K=
K=

D=
(kN/m)

1层

G柱
1.12
0.52
10700
F柱
3.36
0.72
14800
E柱
3.06
0.70
14400
D柱
0.82
0.47
9700

2～5层
G柱
0.90
0.31
12500
F柱
2.69
0.57
23200
E柱
2.45
0.55
22100
D柱
0.66
0.25
10000
对底层： 1=1000+22100+23200+12500=49600

2～5层： 2=9700+14400+14800+10700=67600
1/2=0.73>0.7 为规则框架
G(m)
G(KN)
V(KN)
D
X(mm)
GX
GX*X
18.9
657
657
67600
0.01
6.3
0.06
15.3
719
1376
67600
0.02
13.4
0.30
11.7
719
2095
67600
0.03
18.3
0.80
8.1
719
2814
67600
0.04
25.2
1.35
4.5
813
3627
49600
0.07
49.0
4.35

这里取第二类场地。
T=2（∑GiXi2/∑GiX）1/2=0.494s
本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，故可用底部剪力法计算水平地震作用，即：
计算水平地震影响系数а1
查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.35s。
查表得设防烈度为7度的аmax=0.08
а1=（Tg/T1）0.9аmax
=（0.35/0.494）0.9×0.08
=0.06
结构总的水平地震作用标准值FEk
FEk=а1Geq
=0.06*0.85*3627
=185KN
δn=0.08T1+0.07=0.109
则FEk（1- δn）=185*（1-0.109）=164.84KN
各质点横向水平地震作用按下式计算：
Fi=GiGiFEk、/（∑GkGk）
要满足抗震要求的最小剪力
地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为
Vi=∑Fk（i=1，2，…n）
计算过程如下表：各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
层次
Fi（KN）
Vi（KN）
5
49.55+20.17
69.72
4
43.89
113.61
3
33.57
147.18
2
23.24
170.4
1
14.60
185

水平荷载计算运用D值法，这里以第五层G柱为例计算风荷载说明计算过程
框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：
Vij=DijV i /∑Dij
M bij=Vij*yG M uij=Vij（1-y）G
y=yn+y1+y2+y3
注：yn框架柱的标准反弯点高度比。
y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。
y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。
y框架柱的反弯点高度比。
底层柱需考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其它柱均无修正。
D/∑D=0.18
.V=13.3*0.18=2.4KN
K=0.9查均布水平力作用时反弯点高度表，得
柱反弯点高度计算。

n=5, K=0.9 , y1=0,y2=0, y3=0.05
y=0.4
Mt=0.4*3.6*2.4=3.36KN*M
Mb=(1-0.4)* 3.6*2.4=5.28 KN*M
得到柱的弯距后，在利用节点平衡，按刚度来分给梁、梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：

M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b）

M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b）

V b=（M l b+ M r b）/ l

Ni=∑（V l b- V r b）k

这里将计算的内力图列在下面（由于经过计算发现左风与右风、左震与右震时的内力图除正负号相反外其他参数都一样，故以下只给出左风和左震的内力图）

风载弯矩图

风载剪力图

风载轴力图

地震弯矩图

地震剪力图

地震轴力图
水平力也化到梁端，结果列在下表
右风内力
G5 ~F5
梁左
M/kN•m

-7.37
G4 ~F4
梁左
M/kN•m
-15.6
G5
V/KN
3.18
G4
V/KN
6.28
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-7.88
梁右
M/kN•m
-14.47
F5
V/KN
-3.18
F4
V/KN
-6.28
F5~E5
梁左
M/kN•m
-6.16
F4~E4
梁左
M/kN•m
-9.15
F5
V/KN
-0.1
F4
V/KN
7.82
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-0.08
梁右
M/kN•m
-9.61
E5
V/KN
-0.1
E4
V/KN
7.82
E5~D5
梁左
M/kN•m
-7.46
E4~D4
梁左
M/kN•m
-12.47
E5
V/KN
2.24
E4
V/KN
3.93
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-7.34
梁右
M/kN•m
-13.44
D5
V/KN
-2.24
D4
V/KN
-3.93

G3 ~F3
梁左
M/kN•m
-24.62
G2 ~F2
梁左
M/kN•m
-33.15
G3
V/KN
9.69
G2
V/KN
12.97
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-21.9
梁右
M/kN•m
-29.1
F3
V/KN
-9.69
F2
V/KN
-12.94
F3~E3
梁左
M/kN•m
-20.8
F2~E2
梁左
M/kN•m
-34.17
F3
V/KN
17.69
F2
V/KN
28.98
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
21.66
梁右
M/kN•m
-35.58
E3
V/KN
-17.69
E2
V/KN
28.98
E3~D3
梁左
M/kN•m
-18.22
E2~D2
梁左
M/kN•m
-23.71
E3
V/KN
5.84
E2
V/KN
7.67
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
20.34
梁右
M/kN•m
-26.89
D3
V/KN
-5.84
D2
V/KN
-7.67

G1 ~F1
梁左
M/kN•m
-44.41
A1
V/KN
16.78
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
36.12
B1
V/KN
-16.78
F1~E1
梁左
M/kN•m
-45.31
B1
V/KN
38.56
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-47.24
C1
V/KN
-38.56
E1~D1
梁左
M/kN•m
-29.5
B1
V/KN
9.93
跨内
M/kN•m
0
梁右
M/kN•m
-36.03
C1
V/KN
9.93

右震内力
G5 ~F5
梁左
M/kN•m

-34.75
G4 ~F4
梁左
M/kN•m
-66.15
G5
V/KN
14.4
G4
V/KN
26.23
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
-3.2
梁右
M/kN•m
-34.39
梁右
M/kN•m
59.76
F5
V/KN
-14.4
F4
V/KN
26.23
F5~E5
梁左
M/kN•m
-0.94
F4~E4
梁左
M/kN•m
-44.76
F5
V/KN
-6.03
F4
V/KN
38.12
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
0.99
梁右
M/kN•m
7.54
梁右
M/kN•m
46.74
E5
V/KN
-6.03
E4
V/KN
38.12
E5~D5
梁左
M/kN•m
-31.54
E4~D4
梁左
M/kN•m
-50.67
E5
V/KN
9.72
E4
V/KN
16.09
跨内
M/kN•m
0
跨内
M/kN•m
-2.43
梁右
M/kN•m
32.64
梁右
M/kN•m
55.52
D5
V/KN
9.72
D4
V/KN
16.09

G3 ~F3
梁左
M/kN•m
-89.3
G2 ~F2
梁左
M/kN•m
-104.98
G3
V/KN
35.06
G2
V/KN
41.02
跨内
M/kN•m
-5.15
跨内
M/kN•m
-6.53
梁右
M/kN•m
79
梁右
M/kN•m
91.92
F3
V/KN
35.06
F2
V/KN
41.02
F3~E3
梁左
M/kN•m
-76.8
F2~E2
梁左
M/kN•m
-104.92
F3
V/KN
65.27
F2
V/KN
89.04
跨内
M/kN•m
1.53
跨内
M/kN•m
1.89
梁右
M/kN•m
79.85
梁右
M/kN•m
108.73
E3
V/KN
65.27
E2
V/KN
89.81
E3~D3
梁左
M/kN•m
-65.53
E2~D2
梁左
M/kN•m
-74.92
E3
V/KN
21.06
E2
V/KN
24.22
跨内
M/kN•m
3.96
跨内
M/kN•m
5.01
梁右
M/kN•m
73.45
梁右
M/kN•m
84.93
D3
V/KN
21.06
D2
V/KN
24.22

G1 ~F1
梁左
M/kN•m
-120.33
G1
V/KN
45.65
跨内
M/kN•m
-10.77
梁右
M/kN•m
98.79
F1
V/KN
45.65
F1~E1
梁左
M/kN•m
-120.98
F1
V/KN
102.95
跨内
M/kN•m
-2.57
梁右
M/kN•m
126.11
E1
V/KN
102.95
E1~D1
梁左
M/kN•m
-80.98
E1
V/KN
27.13
跨内
M/kN•m
8.54
梁右
M/kN•m
98.05
D1
V/KN
27.13

第四部分：内力组合
框架梁的内力组合：
1、结构抗震等级：
根据《抗震规范》，本方案为三级抗震等级。
2、框架梁内力组合：
本方案考虑了以下几种内力组合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35 SGk +0.98SQk
1.2SGE+1.26（ SQk+ S风k）及1.2SGE+1.3SEk。及地震组合
ηvb梁端剪力增大系数，三级取1.1

以第五层GF跨梁为例，说明计算方法和过程。
计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。
梁端剪力的调整：抗震设计中，三级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：
V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]
对于第五层， AB跨： (q1是由恒荷载产生的 q2是由雪活组合产生的)
梁上荷载设计值：q1=1.2×[4.8*2.4*5.41/2+4.01*4.8]/2=30.25 KN q2=1.2×4.8*2.4*2.0/2=13.82KN
V Gb=30.25+13.82=44.07KN
ln=4.8-0.5=4.3 m
通过组合可知，左震时恒载取1.2的系数时最大
左震：M lb=7.5/0.75=10 KN·m
M rb=-59/0.75=-78.7 KN·m
V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]
=0.75×[1.1×（10+78.7）/4.8+53.5]
=55.37 KN
剪力调整方法同上，结果各层梁的内力组合和梁端剪力调整表见下

六、框架柱的内力组合：
取每层柱顶和柱底两个控制截面计算

柱端弯矩设计值的调整：
考虑抗震，柱弯矩要满足下式
ΣMc=ηcΣMb
注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。
ΣM