六层旅馆综合楼结构计算书 - 图文

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计

某 旅 馆 综 合 楼 框 架 结 构 设 计

专业： 姓名： 学号： 指导教师：

土木工程 - 1 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计

目 录

第一部分：工程概况 ................................. 5 第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算 ......... 6 第三部分：荷载计算 ................................. 9 第四部分：水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算 .......16 第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算 ............23 第六部分：截面设计 .................................42 第七部分：楼板设计 .................................57 第八部分：楼梯设计 .................................61 第九部分：框架变形验算 ..............................65 第十部分：基础设计 .................................71 参考资料： ........................................77

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前 言

毕业设计是大学继续教育培养目标实现的重要阶段，是毕业前的综合学习阶段,是深化、拓宽、综合教和学的重要过程,是对大学期间所学专业知识的全面总结。

本组毕业设计题目为《温州鹿城金元宝旅馆框架结构设计》。在毕设前期，我温习了《结构力学》、《钢筋混凝土》、《建筑结构抗震设计》等知识，并借阅了《抗震规范》、《混凝土规范》、《荷载规范》等规范。在毕设中期，我通过所学的基本理论、专业知识和基本技能进行建筑、结构设计并积极请教指导老师。特别是毕业设计期间工作比较忙，在毕业设计方面存在的一些问题没有及时的处理。在毕设后期，主要进行设计手稿的电脑输入，并得到老师和同学们在毕设中的指导批正，使我在自我所学的基础上完成了任务，在此表示衷心的感谢。

毕业设计的将近四个月里，在指导老师的帮助下，经过资料查阅、设计计算、论文撰写以及外文的翻译，加深了对新规范、规程、手册等相关内容的理解。巩固了专业知识、提高了综合分析、解决问题的能力。在进行内力组合的计算时，进一步了解了Excel、Word。在绘图时熟练掌握了AutoCAD，以上所有这些从不同方面达到了毕业设计的目的与要求。

框架结构设计的计算工作量很大，在计算过程中以手算为主，辅以一些计算软件的校正。由于自己水平有限，难免有不妥和疏忽之处，敬请各位老师批评指正。

2010年5月

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内容摘要

本设计主要进行了结构方案中典型横向框架的抗震设计。在确定框架布局之后，先进行了层间荷载代表值的计算,接着利用顶点位移法求出自震周期，进而按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，进而求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）。接着计算竖向荷载（恒载及活荷载）作用下的结构内力， 是找出最不利的一组或几组内力组合。 选取最安全的结果计算配筋并绘图。此外还进行了结构方案中的室内楼梯的设计。完成了平台板，梯段板，平台梁等构件的内力和配筋计算及施工图绘制。 关键词： 框架 结构设计 抗震设计

毕业设计进度计划安排

第1、2周 建筑方案确定 第3、4周 各层平面图 第 5 周 立面、剖面图 第 6 周 楼梯平、剖面图、节点详图 第7、8周 荷载计算；楼盖与屋盖设计；框架刚度计

算

第 9 周 地震作用计算；地震作用下内力计算 第 10 周 重力荷载作用下框架计算 第11、12周 框架内力组合；框架梁与柱配筋计算；基

础设计

第 13 周 构件设计；绘首层、标准层结构平面图 第 14 周 绘框架梁，柱配筋图；基础结构平面图 第 15 周 绘制楼梯配筋图；整理设计成果

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第一部分：工程概况

1.1 毕业设计概况 建筑地点：温州市

建筑类型：六层旅馆综合楼，框架填充墙结构。

建筑概况：建筑面积约7829.1平方米，室内外高差450mm，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取100mm，填充墙采用蒸压白砂砖砌块。

门窗使用：门厅大门采用钢门，其它为木门，门洞尺寸为1.5m×2.5m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.5m×2.1m，和1.2m×1.8m

地质条件：根据设计任务说明地震设防烈度为6度。地基承载力标准值为102KN/M2。

结构概况:结构体系框架结构,基础为柱下桩基础,基础混凝土C25,其余混凝土为C30.

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第二部分：结构计算单元确定及框架侧移刚度的计算

柱网与层高：本旅馆楼采用柱距为6.0m的内廊式小柱网，边跨为6.0m，中间跨为2.7m，层高取首层为4.5m,其余为3.3m，如下图所示：

DDZ16000L1Z2C147002700CL2Z2L1Z114700B27006000B6000A6000A310029006000600060006000600060008110031006000600060006000600029003100123456378910111213141516办公楼结构平面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经梁框架柱，再由框架柱传至地基。

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：

3300

Z160002700147006000ABCD45003300Z23300L1L233003300

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DZ1L1Z2C1470027006000L2Z2L1Z1B6000A典型结构单元 梁、柱、板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1/10×6000=600mm，截面宽度取600×1/2=250mm，可得梁的截面初步定为b×h=250*600。楼板取120mm，楼梯板及休息平台板为100mm,平台梁250×400。

2、框架柱的截面尺寸

梁截面尺寸（mm） 混凝土等级 C30 柱截面尺寸（mm） 层次 1-6 1.横梁线刚度i b的计算：

混凝土等级 C30 b×h 600×600 横梁（b×h） AB跨、CD跨 250×600 BC跨 250×400 纵梁（b×h） 250×600

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温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 类别 Ec b×h I0 l EcI0/l2EcI0/l（N·mm） 24（N/mm） （mm×mm） （mm） （mm） （N·mm） 4.50×1010 3.34×1010 AB跨、3.0×104 250×600 4.50×109 6000 2.25×1010 CD跨 BC跨 3.0×104 250×400 1.33×109 2700 1.48×1010 2.柱线刚度i c的计算：I=bh3/12 b×h Ic 层次 hc（mm） Ec（N/mm2） （mm×（mm4） mm） 1 4500 3.0×104 600×600 1.08×1010 2--6 3300 3.0×104 600×600 1.08×1010

EcIc/hc （N·mm） 7.2×1010 9.82×1010 - 8 -

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第三部分：荷载计算

1.恒载计算

（1）屋面框架梁线荷载标准值：

20厚1：2水泥砂浆找平 0.02×20＝0.4 KN/m2 100-140厚（2％找坡）膨胀珍珠岩 (0.10+0.14)/2×7＝0.80 KN/m2 120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12×25＝3 KN/m2 15厚石灰抹底 0.015×16＝0.24 KN/m2 屋面恒载 3.98 KN/m2 边跨框架梁自重 0.25×0.6×25＝3.75 KN/m 梁侧粉刷 2×（0.6－0.1）×0.02×17＝0.34 KN/m 中跨框架梁自重 0.25×0.4×25＝2.5 KN/m 梁侧抹灰 2×（0.4－0.1）×0.02×17＝0.204 KN/m 因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为 g6AB! =g6cd1= 4.09KN/m g6BC= 2.704 KN/m

(2)楼面框架梁线荷载标准值

25厚水泥砂浆面层 0.025×20＝ 0.5 KN/m 120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12×25＝3 KN/m 15厚板底石灰抹底 0.015×16＝0.24 KN/m 楼面恒载 3.24 KN/m 边跨框架梁及梁侧粉刷 4.09 KN/m 边跨填充墙自重 0.25×（3.3-0.6）×19=12.825 KN/m 墙面粉刷 （3.3-0.6）×0.02×2×17=1.836 KN/m 中跨框架及梁侧粉刷 2.704 KN/m 因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为 gAB! =gcd1=18.75 KN/m gBC1=2.704 KN/m

gAB2 =gcd2=19.44 KN/m gBC2=8.748 KN/m

(3)屋面框架节点集中荷载标准值

边柱连系梁自重 0.25×0.6×6×25=22.5 KN 粉刷 0.02×（0.6-0.1）×2×6×17=2.04 KN 1.2m高女儿墙 1.2×6×0.25×19=34.2 KN

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粉刷 1.2×0.02×2×6×17=4.896 KN 连系梁传来屋面自重 0.5×6×0.5×6×3.98=35.82 KN 顶层边节点集中荷载 99.46 KN 中柱连系梁自重 0.25×0.6×6×25=22.5 KN 粉刷 0.02×（0.6-0.1）×2×6×17=2.04 KN 连系梁传来屋面自重 0.5×（6+6-2.7）×1.35×3.98=24.98 KN 0.5×6×3.98×3=35.82 KN 顶层中节点集中荷载 85.34 KN (4)楼面框架节点集中荷载标准值

边柱连系梁自重 22.5 KN 粉刷 2.04 KN 钢窗自重 2×1.2×1.8×0.45=1.944 KN 窗下墙体自重 0.25×0.85×(6-0.5)×19=22.2 KN 粉刷 2×0.02×0.85×5.5×17=3.179 KN 窗边墙体自重 0.25 ×(6-2×1.2-0.5)×1.8×19=26.51 KN 粉刷 2×3.1×1.8×17×0.02=3.79 KN 框架柱自重 0.5×0.6×3.3×25=24.75 KN 粉刷 1.7×0.02×3.3×17=1.907 KN 连系梁传来楼面自重 0.5×6×0.5×6×3.24=29.16 KN 中间层边节点集中荷载 137.98 KN 中柱连系梁自重 22.5 KN 粉刷 2.04 KN 内纵墙自重 6×（3.3-0.6）×2×0.25×19=153.9 KN 粉刷 6×2.7×2×0.02×17=11.02 KN 扣除门洞重加上门重 -2.1×0.8×(5.24-0.2) ×=-16.93 KN 框架柱自重 24.75 KN 粉刷 1.907 KN 连系梁传来楼面自重

0.5×(6+6-2.7)×1.35×3.24=20.34 KN

0.5×6×1.5×3.24=14.58 KN

楼面活荷载计算

p6AB =p6CD=1.5×6=9 KN/m p6BC=1.5×2.7=4.05 KN/m

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p6A=p6D=3×3×1.5=13.5 KN

p6B=p6C=0.5×9.3×1.35×1.5+0.25×6×6×1.5=9.42+13.5=22.92 KN

pAB=pCD=1.5×6=9 KN/m pBC=2×2.7=5.4 KN/m pA=pD=3×3×1.5=13.5 KN

pB=pC=0.5×9.3×1.35×2+0.25×6×6×2=12.56+18=30.56 KN 2.风荷载计算

风压标准值计算公式为 W=βz. μs.μz.W0

因结构高度 H＜30m ，可取βz＝1.0； 对矩形平面 μz=1.3;

可查荷载规范，当查得的μz＜1.0时，取μz＝1.0

将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表： 风荷载计算： 层次 βz μs Z(m) μz W0(K0.55N/m) A(m2) Pw(kN) 6 1.0 1.3 21 1.25 0.55 9.9 8.85 5 1.0 1.3 17.7 1.18 0.55 19.8 16.71 4 1.0 1.3 14.4 1.10 0.55 19.8 15.57 3 1.0 1.3 11.1 1.01 0.55 19.8 14.30 2 1.0 1.3 7.8 1 0.55 19.8 14.30 1 1.0 1.3 4.5 1 0.55 23.4 16.73 3. 地震作用计算 因本旅馆楼为长方形布置柱网，纵向柱网使得整体纵向刚度较大，仅考虑水平地震对横向柱网影响即可。采用剪力法计算水平地震作用力，为求基底剪力，先要计算结构各楼层的总重力代表值。 总重力荷载统计

3.1 顶层总重力荷载 1203 KN

结构板 0.12×（6×6×2+3.1×6）＝9.06 KN 柱 0.25×0.6×12×2.7×25＝121.5 KN 梁 0.25×（24×2+9.1×2）×0.6×25＝248.25 KN 墙 [（12×6-12×0.6）×2.7+（3.1×2-4×0.6）×2.7－1.5×2.1×3-0.8×2.1×2－1.2×2.1×2－1.5×2.1×3]×0.25×19 =750.12 KN

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门 （1.5×2.1×3+0.8×2.1×2）×5.24＝67.12 KN 窗 （1.2×2.1×2+1.5×2.1×3）×0.45＝6.54 KN 3.2 六层总重力荷载代表值 18089 KN

屋面 3.98×81.1×14.7=4744 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17＝3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×3.3×25×64＝1900 KN 墙 [（452+29.4）×3.3-1.2×1.8×51－1.5×1.8×5-0.8×2.1×49]×0.25×19 ＝6106 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×1.8×51+1.5×1.8×5）×0.45＝56 KN 3.3 五层总重力荷载代表值 17207 KN

楼面 3.24×81.1×14.7＝3862 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17＝3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×3.3×25×64＝1900 KN 墙 [（452+29.4）×3.3-1.2×1.8×51－1.5×1.8×5-0.8×2.1×49]×0.25×19 ＝6106 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×1.8×51+1.5×1.8×5）×0.45＝56 KN 3.4 四层总重力荷载代表值 17207 KN

楼面 3.24×81.1×14.7＝3862 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17=3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×3.3×25×64＝1900 KN 墙 [（452+29.4）×3.3-1.2×1.8×51－1.5×1.8×5-0.8×2.1×49]×0.25×19 ＝6106 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×1.8×51+1.5×1.8×5）×0.45＝56 KN 3.5 三层总重力荷载代表值 17207 KN

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楼面 3.24×81.1×14.7＝3362 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17=3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×3.3×25×64＝1900 KN 墙 [（452+29.4）×3.3-1.2×1.8×51－1.5×1.8×5-0.8×2.1×49]×0.25×19 ＝6106 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×1.8×51+1.5×1.8×5）×0.45＝56 KN 3.6二层总重力荷载代表值 17207 KN

楼面 3.24×81.1×14.7＝3362 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17=3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×3.3×25×64＝1900 KN 墙 [（452+29.4）×3.3-1.2×1.8×51－1.5×1.8×5-0.8×2.1×49]×0.25×19 ＝6106 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×1.8×51+1.5×1.8×5）×0.45＝56 KN 3.7一层总重力荷载代表值 19812 KN

楼面 3.24×81.1×14.7＝3362 KN 结构板 0.12×81.1×14.7×25+0.02×81.1×14.7×17=3385 KN 梁 25×0.5×0.25×[（81.1－13×0.6）×4＋11.4×14]+0.3×0.25×（2.7-0.6）×14×25＝1467 KN 柱 0.6×0.6×4.5×25×64＝2592 KN 墙 [（452+29.4）×4.5-1.2×2.1×51－1.5×2.1×5-0.8×2.5×49]×0.25×19 ＝8510 KN 门 0.8×2.1×49×5.24＝431 KN 窗 （1.2×2.1×51+1.5×2.1×5）×0.45＝65 KN

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温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 G6＝18089KNG5＝17207KNG4＝17207KNG3＝17207KNG2＝17207KNG1＝19812KN 各层重力荷载代表值

结构自振周期采用经验公式 T1=0.22+0.035H/B1/3 式中 H为结构总高； B为结构宽度。

即T1=0.22+0.035×（5×3.3+4.5）/14.71/3

=0.52 S

设防烈度6度，由《抗震规范》查得水平地震影响系数最大值 αmax=0.16按近震Ⅰ类场地取Tg＝0.2，则地震影响系数 α1＝(Tg/T1)0.9

αmax=(0.2/0.52)0.9×0.16＝0.067 结构总重力荷载为GE=107932KN 由基底剪力法计算公式：

FEK总＝α1Geq=α10.85GE=0.067 ×0.85×107932＝6.1×103KN

本办公楼结构共有14榀框架共同承受水平地震力，则每一榀框架承受的基底剪力为FEK= FEK总/14=6.1×103/14=439KN

因T1 <1.4Tg,故可不考虑顶部附加地震作用系数，每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各层节点处： Fi=GiHiFEk/∑GiHi（i=1,2,3…6） 计算结果见下表：

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温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 层次 Hi(m) 6 21 5 17.7 4 14.4 3 11.1 2 7.8 1 4.5 Gi (KN) 18089 17207 17207 17207 17207 19812 GiHi(103KN.m) 379 304 247 191 134 89 Fi (KN) 123 99 80 62 43 29 - 15 -

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第四部分：水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算 一、横向自振周期的计算：

横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。

按式Ge=Gn+1（1+3×h1/2/H）将突出房屋重力荷载代表值折算到主体结构的顶层，即：

Ge=1023×[1+3×3.6/（3.6×5+4.7）] =650.8153（KN）

基本自振周期T1（s）可按下式计算： T1=1.7ψT （uT）1/2 注：uT假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。

ψT结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。 uT按以下公式计算： VGi=∑Gk

（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k

注：∑D ij 为第i层的层间侧移刚度。 （△u）i为第i层的层间侧移。 （△u）k为第k层的层间侧移。 s为同层内框架柱的总数。

结构顶点的假想侧移计算过程见下表，其中第六层的Gi为G6和Ge之和。

结构顶点的假想侧移计算 ∑D i层次 Gi（KN） VGi（KN） △ui（mm） ui（mm） （N/mm） 6 18089 10404.2901 762600 13.641 265.989 5 17207 20331.6287 762600 26.661 252.685 4 17207 30258.9673 762600 39.679 225.685 3 17207 40186.3059 762600 52.696 186.006 2 17207 50096.4977 729530 68.670 133.31 1 19812 59715.0813 923810 64.640 64.64 - 16 -

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T1=1.7ψT （uT）1/2

=1.7×0.6×(0.265989)1/2 =0.526(s)

二、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：

本结构高度不超过30m，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： 1、结构等效总重力荷载代表值Geq Geq=0.85∑Gi

=0.85×（18089+17207×4+19812+1203） =50666（KN）

2、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=0.30s。 查表得设防烈度为8度的аmax=0.16 а1=（Tg/T1）0.9аmax

=（0.3/0.526）0.9×0.16 =0.0965

3、结构总的水平地震作用标准值FEk FEk=а1Geq

=0.0965×50666 =4890（KN）

因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s

δn=0.08T1+0.07=0.08×0.526+0.07=0.1121 △F6=0.1121×4890=548KN

各质点横向水平地震作用按下式计算：

Fi=GiHiFEk（1-δn）/（∑GkHk）=4342（KN） 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：

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各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表 GiHiGiHi/∑层次 Hi（m） Gi（KN） Fi（KN） Vi（KN） （KN·m） GjHj 23.7 1203 13959.23 0.017 73.820 73.820 6 21 18089 221403.88 0.269 1168.088 1241.908 5 17.7 17207 189612.17 0.230 998.737 2240.645 4 14.4 17207 153873.75 0.187 812.016 3052.662 3 11.1 17207 118135.33 0.143 620.954 3673.615 2 7.8 17207 82254.59 0.100 434.233 4107.848 1 4.5 19812 45207.34 0.055 238.828 4346.676 ∑ 824446.29 各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：

（具体数值见上表）

三、多遇水平地震作用下的位移验算：

水平地震作用下框架结构的层间位移（△u）i和顶点位移u i分别按下列公式计算：

（△u）i = Vi/∑D ij u i=∑（△u）k

各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。

计算过程如下表：

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横向水平地震作用下的位移验算 Vi ∑D i（△u）i ui hi θe=（△u）层次 （KN） （N/mm） （mm） （mm） （mm） i /hi 6 1241.908 762600 1.629 23.723 3300 1/2210 5 2240.645 762600 2.938 22.094 3300 1/1225 4 3052.662 762600 4.003 19.156 3300 1/899 3 3673.615 762600 4.817 15.153 3300 1/747 2 4107.848 729530 5.631 10.336 3300 1/639 1 4346.676 923810 4.705 4.705 4500 1/999 由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/639<1/550，满足规范要求。

四、水平地震作用下框架内力计算：

1、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*yh M uij=Vij（1-y）h 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。

横向框架内力的计算：

各层柱端弯矩及剪力计算（边柱） 边 柱 ∑D ij层hi（m） Vi（KN） （N/mmDi1 Vi1 y M bi1 M ui1次 k ） （N/mm） （KN） （m） （KN·m） （KN·m） 6 3.3 1241.908 762600 17681 28.794 0.363 0.18 18.66 85.00 5 3.3 2240.645 762600 17681 51.950 0.363 0.33 61.72 125.30 4 3.3 3052.662 762600 17681 70.776 0.363 0.40 101.92 152.88 - 19 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 3 3.3 3673.615 762600 17681 85.173 0.363 0.45 137.98 168.64 2 3.3 4107.848 729530 17681 99.558 0.363 0.55 197.12 161.28 1 4.5 4346.676 923810 25112 118.156 0.352 0.73 405.39 149.94 各层柱端弯矩及剪力计算（中柱） 中 柱 hi层∑D ij（mVi（KN） Di2 Vi2 Y M bi2M ui2次 （N/mm） k ） （N/mm） （KN） （m） （KN·m） （KN·m） 6 3.3 1241.908 762600 27556 44.875 0.632 0.30 48.46 113.08 5 3.3 2240.645 762600 27556 80.964 0.632 0.40 116.59 174.88 4 3.3 3052.662 762600 27556 110.306 0.632 0.45 178.70 218.41 3 3.3 3673.615 762600 27556 132.743 0.632 0.45 215.04 262.83 2 3.3 4107.848 729530 27556 155.163 0.632 0.54 301.64 256.95 1 4.5 4346.676 923810 29552 139.047 0.614 0.65 424.79 228.73 2、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 具体计算过程见下表：

梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算 边梁 走道梁 柱轴力 层次 Mlb Mrb l Vb Mlb Mrb l Vb 边柱N 中柱N 6 85.00 64.91 6.00 20.82 48.17 48.17 2.70 40.14 -20.82 -19.32 5 143.96 128.19 6.00 37.80 95.15 95.15 2.70 79.29 -58.62 -60.81 4 214.60 192.28 6.00 56.51 142.72 142.72 2.70 118.92 -115.13 -123.22 3 270.56 253.43 6.00 72.78 188.10 188.10 2.70 156.75 -187.91 -207.19 2 299.26 270.91 6.00 79.19 201.08 201.08 2.70 167.57 -267.10 -295.57 1 347.06 304.42 6.00 90.48 225.95 225.95 2.70 188.29 -357.58 -393.38 - 20 -

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-20.82-19.3219.3220.82-58.62-60.8160.8158.62115.13-115.13-123.22123.22-187.91-207.19-295.57207.19267.10187.91-267.10267.10-357.58-393.38393.38357.58- 21 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 20.8240.1420.8237.8079.2937.8056.51118.9256.5172.78156.7572.7879.19167.5779.1990.48188.2990.48

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第五部分：竖向荷载作用下框架结构的内力计算

一、内力计算：

梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架，弯矩计算如下图所示：

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二、梁端剪力和柱轴力的计算： 1、恒载作用下：

例：第6层：荷载引起的剪力： VA=VB=（19.26×4.8+4.5×6）/2

=62.42 KN

VB=VC=（9.63×1.2+2.7×2.4）/2

=8.78 KN

本方案中，弯矩引起的剪力很小，可忽略不计。 A柱： N顶=132.95+62.42=195.37 KN

柱重：0.65×0.65×3.6×25=38.02 KN N底= N顶+38.02=233.39 KN

B柱： N顶=173.39+64.42+8.78=246.59 KN 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN） 荷载引起的剪力 柱轴力 BC跨 A柱 B柱 层次 AB跨 VA=VB VB=VC N顶 N底 N顶 N底 6 62.42 8.78 195.37 233.39 246.59 284.61 5 64.58 7.27 428.25 466.27 523.59 561.61 4 64.58 7.27 661.13 699.15 800.59 838.61 3 64.58 7.27 894.01 932.03 1077.59 1115.61 2 64.58 7.27 1126.89 1164.91 1354.59 1392.61 1 64.58 7.27 1359.77 1397.79 1631.59 1669.61 2、活载作用下： 例：第6层：荷载引起的剪力：AB跨：VA=VB=6×4.8/2=14.4KN BC跨：VB=VC=3.3×1.2/2=2.16 KN A柱：N顶= N底=34.56+14.4=51.84 KN

B柱：N顶= N底=49.68+14.4+2.16=69.12 KN 活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）

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温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 荷载引起的剪力 柱轴力 AB跨 BC跨 A柱 B柱 层次 VA=VB VB=VC N顶=N底 N顶=N底 6 17.28 2.16 51.84 69.12 5 17.28 2.16 103.68 138.24 4 17.28 2.16 155.52 207.36 3 17.28 2.16 207.36 276.48 2 17.28 2.16 259.20 345.60 1 17.28 2.16 311.04 414.72 三、框架梁的内力组合： 1、结构抗震等级：

根据《抗震规范》，本方案为二级抗震等级。 2、框架梁内力组合：

本方案考虑了三种内力组合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35 SGk +1.0 SQk

及1.2SGE+1.3SEk。

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0.8），以减少负弯矩钢筋的拥挤现象。

ηvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。

各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表： V=γRe[ γRe[1.2×截1.2SGkηvb（M （SGk+0.5SQk）层面内1.35SGk lSGk调幅后 SQk调幅后 SEk(1) SEk(2) + γReMmax +M rb）b +1.3SEk] 次 位力 +1.0SQk 1.4SQk /ln +V 置 1 2 Gb] -62.4-17.9-147.2-102.3-100.M 85.00 -85.00 18.54 -147.29 8 1 4 16 A 1 6 V 62.42 17.28 -20.82 20.82 43.65 84.25 101.55 99.10 92.09 -67.5-19.7-132.9-110.9-108.-132.9B左 M -64.91 64.91 -6.40 4 7 7 5 73 7 - 28 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 101.5V 64.42 17.28 20.82 -20.82 86.05 45.45 104.25 0 -10.0-15.8M -2.75 48.17 -48.17 36.72 -57.21 -16.26 1 6 -57.21 B右 87.33 V 8.78 2.16 -40.14 40.14 -30.26 48.01 14.01 13.56 -68.5-19.9-143.9-210.9-112.4-110.M 143.96 69.74 0 4 6 8 2 12 -210.9A 8 101.6V 64.58 17.28 -37.80 37.80 29.04 102.75 104.46 9 114.73 -69.6-20.4-128.1-196.8-114.4-112.M 128.19 53.11 5 2 8 9 6 7 22 -196.8B左 6 101.6V 64.58 17.28 37.80 -37.80 102.75 29.04 104.46 9 M -5.31 -1.58 95.15 -95.15 87.28 -98.26 -8.75 -8.58 B右 -98.26 142.26 V 7.27 2.16 -79.29 79.29 -69.79 84.82 11.97 11.75 -67.2-19.5-214.6-278.5-110.3-108.M 214.60 139.88 7 8 0 9 9 14 -278.5A 9 101.6V 64.58 17.28 -56.51 56.51 10.80 121.00 104.46 9 138.90 -68.9-20.3-192.2-258.6-113.4-111.M 192.28 116.27 6 0 8 7 0 17 -258.64 B左 7 101.6V 64.58 17.28 56.51 -56.51 121.00 10.80 104.46 9 -142.7-145.1M -5.80 -1.73 142.72 133.15 -9.56 -9.38 2 5 -145.1B右 206.57 5 -118.9-108.4V 7.27 2.16 118.92 123.46 11.97 11.75 2 3 -67.2-19.5-270.5-333.1-110.3-108.-333.13 A M 270.56 194.44 159.15 7 8 6 5 9 14 5 - 29 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 101.6V 64.58 17.28 -72.78 72.78 -5.06 136.86 104.46 9 -68.9-20.3-253.4-318.2-113.4-111.M 253.43 175.90 6 0 3 9 0 17 -318.2B左 9 101.6V 64.58 17.28 72.78 -72.78 136.86 -5.06 104.46 9 -188.1-189.4M -5.80 -1.73 188.10 177.40 -9.56 -9.38 0 0 -189.4B右 267.26 0 -156.7-145.3V 7.27 2.16 156.75 160.35 11.97 11.75 5 2 -67.1-19.5-299.2-361.0-110.2-107.M 299.26 222.53 7 5 6 3 3 97 -361.0A 3 101.6V 64.58 17.28 -79.19 79.19 -11.31 143.11 104.46 9 168.07 -68.8-20.2-270.9-335.2-113.2-111.M 270.91 193.03 6 9 1 4 5 04 -335.22 B左 4 101.6V 64.58 17.28 79.19 -79.19 143.11 -11.31 104.46 9 -201.0-202.1M -5.87 -1.73 201.08 189.99 -9.65 -9.47 8 1 -202.1B右 284.69 1 -167.5-155.8V 7.27 2.16 167.57 170.90 11.97 11.75 7 7 -65.8-19.1-347.0-406.2-108.1-105.M 347.06 270.47 6 9 6 9 0 90 -406.2A 9 101.6V 64.58 17.28 -90.48 90.48 -22.32 154.12 104.46 9 1 182.70 -68.1-19.9-304.4-367.1-111.9-109.M 304.42 226.48 5 8 2 4 8 75 -367.1B左 4 101.6V 64.58 17.28 90.48 -90.48 154.12 -22.32 104.46 9 - 30 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 -225.9-226.7-10.1M -6.23 -1.91 225.95 213.83 -10.32 5 7 5 -226.7B右 318.50 7 -188.2-176.0V 7.27 2.16 188.29 191.10 11.97 11.75 9 7 3、跨间最大弯矩的计算： 以第一层AB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。

若VA-（2q1+q2）al/2≤0，说明x≤al，其中x为最大正弯矩截面至A支座的距离，则x可由下式求解：

VA-q1x-x2q2/（2al）=0

将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值： Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/（6al）

若VA-（2q1+q2）al/2>0，说明x>al，则 x=（VA+alq2/2）/（q1+q2） 可得跨间最大正弯矩值：

Mmax=MA+VAx-（q1+ q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2 若VA≤0，则Mmax=MA

2）VA= -（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l

可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MA+VAx-q1x2/2-x3q2/3l 第1层AB跨梁：

梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15 KN/m

q2=1.2×（14.22+0.5×6）=21.38 KN/m

左震： MA=270.47/0.75=360.63 KN·m

MB=-367.14/0.75=-489.52 KN·m VA= -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2

=-（360.63+489.52）/6+10.15×6/2+21.38×6/3

=-30.22 KN<0 则Mmax发生在左支座， Mmax =1.3MEk-1.0MGE

=1.3×347.06-（65.86+0.5×19.19）

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=375.72 KN·m

γReMmax=0.75×375.72=281.79 KN·m

右震： MA=-406.29/0.75=-541.72 KN·m

MB=226.48/0.75=301.97 KN·m VA = -（MA-MB）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2

=（541.72+301.97）/6+10.15×6/2+21.38×6/3 =205.03 KN

由于205.03-（2×10.15+21.38）×2.7/2=155.01>0，故x>al=l/3=2.4m

x =（VA+alq2/2）/（q1+q2）

=（205.03+1.2×21.38）/（10.15+21.38） = 5.73m

Mmax =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 +21.38×2.7×（5.73-2.4/3）/2

= 241.98 KN·m

γREMmax=0.75×241.98=181.48 KN·m 其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：

跨间最大弯矩计算结果表 层1 2 3 次 跨 AB BC AB BC AB BC Mmax 281.79 214.91 234.07 191.00 206.00 178.40 层4 5 6 次 跨 AB BC AB BC AB BC Mmax 151.44 134.15 81.51 88.20 29.26 38.43 4、梁端剪力的调整： 抗震设计中，二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] （1）对于第6层，

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AB跨：

梁上荷载设计值：

q1=1.2×4.5=5.4 KN/m

q2=1.2×（19.26+0.5×6）=27.43 KN/m V Gb=5.4×6/2+27.43×4.8/2=85.27 KN ln=6-0.65=5.35 m

左震： M lb=18.54/0.75=24.72 KN·m

M rb=-132.97/0.75=-177.29 KN·m V =γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]

=0.75×[1.2×（24.72+177.29）/5.35+85.27] =91.71 KN

右震： M lb=147.21/0.75=196.28 KN·m

M rb =6.4/0.75=8.53 KN·m

V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]

=0.75×[1.2×（196.28+8.53）/5.35+85.27] =92.09 KN

BC跨：：

梁上荷载设计值：

q1=1.2×2.5=3.0 KN/m

q2=1.2×（9.63+0.5*3.6）=13.72 KN/m V Gb=3.0×2.4/2+13.72×1.2/2=11.83 KN ln=2.4-0.65=1.75 m

左震： M lb= M rb=36.72/0.75=48.96 KN·m

V =γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]

=0.75×[1.2×2×48.96/1.75+11.83] =59.23 KN

右震： M lb= M rb=57.21/0.75=76.28 KN·m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]

=0.75×[1.2×2×76.28/1.75+11.83]

=87.33 KN

（2）对于第1-5层，

AB跨： q1=1.2×8.46=10.15 KN/m

q2=1.2×（14.22+0.5×6）=21.38 KN/m

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V Gb=10.15×6/2+21.38×4.8/2=87.85 KN

BC跨： q1=1.2×2.5=3.0 KN/m

q2=1.2×（7.11+0.5×3.6）=10.69 KN/m V Gb=3.0×2.7/2+10.69×1.2/2=10.01 KN

剪力调整方法同上，结果见各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。 四、框架柱的内力组合：

取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：

横向框架A柱弯矩和轴力组合 γRe[1.2×1.35S1.2SGk（SGk+0.5SQkGk Mmax M M 层截内SGk调幅SQk调幅SEk（1） SEk（2） +1.4S）+1.3SEk] +1.0S次 面 力 后 后 Qk Qk 1 2 N Nmin Nmax 16.4-85.0-22.5143.2M 58.84 85.00 95.86 93.61 143.22 -22.52 95.86 3 0 3 2 柱顶 195.351.8-20.8178.8219.4315.5307.0N 20.82 219.46 178.86 315.59 7 4 2 6 6 9 2 6 -36.4-10.-18.6-19.5-55.8-60.0-59.0M 18.66 -60.09 -19.50 -60.09 1 94 6 0 9 9 1 柱底 233.351.8-20.8213.0253.6366.9352.6N 20.82 366.92 213.08 366.92 9 4 2 8 8 2 4 -125.125.3-94.8149.5M 26.42 7.94 43.61 42.82 149.52 -94.82 43.61 30 0 2 2 柱顶 428.2103.-58.6374.9489.2681.8659.0N 58.62 489.24 374.93 681.82 5 68 2 3 4 2 5 5 -30.6-9.2-61.7-91.9-50.5-49.6M 61.72 28.45 -91.91 28.45 -50.59 5 1 2 1 9 7 柱底 466.2103.-58.6409.1523.4733.1704.6N 58.62 523.45 409.14 733.14 7 68 2 4 5 4 8 柱-152.152.8-117.180.7-117.34 M 30.65 9.21 50.59 49.67 180.79 50.59 顶 88 8 3 9 3 - 34 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 155.-115.115.1552.7777.21048.1011.1048.0777.25 552.75 52 13 3 5 5 05 1 5 -9.2101.9-101.-131.-50.5-49.6-131.167.64 67.64 -50.59 1 2 92 10 9 7 0 155.-115.115.1586.9811.41099.1056.1099.3811.47 586.97 52 13 3 7 7 37 7 7 -168.168.6-132.196.1-132.7M 30.65 9.21 50.59 49.67 196.15 50.59 64 4 7 5 0 柱顶 894.0207.-187.187.9714.71081.1414.1363.1081.11414.2N 714.71 1 36 91 1 1 13 27 1 3 7 3 -31.0-9.3137.9-137.102.4-166.-51.1-50.2-166.6M 102.44 -51.16 0 1 8 98 4 62 6 3 2 柱底 932.0207.-187.187.9748.91115.1465.1408.1115.31465.6N 748.93 3 36 91 1 3 35 60 7 5 0 -161.161.2-126.188.4-126.0M 30.16 9.08 49.80 48.90 188.48 49.80 28 8 0 8 2 柱顶 1126.259.-267.267.1870.41391.1780.1715.1391.21780.5N 870.42 9 20 10 0 2 26 50 2 6 0 2 -34.5-10.197.1-197.156.3-228.-57.1-56.1-228.0M 156.35 -57.16 8 48 2 12 5 03 6 7 3 柱底 1164.259.-267.267.1904.61425.1831.1760.1425.41831.8N 904.64 9 20 10 0 4 48 83 8 8 3 -149.149.9-123.168.6-123.7M 21.68 6.59 35.86 35.24 168.67 35.86 94 4 7 7 1 柱顶 1359.311.-357.357.51015.1712.2146.2067.1712.41015.12146.7N 8 04 58 8 1 40 73 2 0 2 3 1 -10.8-3.3405.3-405.384.0-406.-17.9-17.6-406.5M 384.01 -17.93 4 0 9 39 1 50 3 3 0 柱底 1397.311.-357.357.51049.1746.2198.2112.1746.61049.32198.0N 8 04 58 8 3 62 06 8 2 4 6 - 35 -

661.1N 3 -30.6M 5 柱底 699.1N 5

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横向框架B柱弯矩和轴力组合 γRe[1.2×1.35S1.2SG（SGk+0.5SQk）Gk 层截内SGk调幅SQk调幅k+ SEk（1） SEk（2） +1.3SEk] +1.0S1.4SQ次 面 力 后 后Qk k 1 2 Mmax M M N Nmin Nmax -41.5-11.-113.113.0-152.-67.6-66.-152.8-152.8M -67.68 6 57 08 8 86 67.64 8 07 6 6 柱顶 246.569.1-19.3234.2271.8402.0392.N 234.20 234.20 402.02 9 2 2 19.32 0 7 2 68 6 -48.4-18.045.1M 76.44 76.44 46.34 7.82 48.46 6 76.44 5 46.34 8 柱28.53 底 284.669.1-19.3268.4306.0453.3438.N 268.42 268.42 453.34 1 2 2 19.32 2 9 4 30 -22.6-6.1-174.174.8-193.147.4-36.6-35.-193.6-193.6M -36.65 1 3 88 8 62 0 5 71 2 2 柱顶 523.5138.-60.8474.1592.7845.0821.N 474.15 474.15 845.09 9 24 1 60.81 5 3 9 84 5 116.5-116.139.1-88.239.3M 139.10 139.10 40.33 6.77 9 59 0 5 40.33 1 柱24.86 底 561.6138.-60.8508.3626.9896.4867.N 508.37 508.37 896.41 1 24 1 60.81 7 5 1 47 -24.8-6.7-218.218.4-238.187.5-40.3-39.-238.3-238.3M -40.33 6 7 41 1 37 3 3 31 7 7 柱顶 800.5207.-132.132.2684.9942.71288.12511288.1N 684.93 684.93 9 36 22 2 3 6 16 .0 6 4 178.7-178.199.6-148.39.3M 199.65 199.65 40.33 6.77 0 70 5 81 40.33 1 柱24.86 底 838.6207.-123.123.2727.9968.21339.12961339.4N 727.92 727.92 1 36 22 2 2 0 48 .6 8 柱-24.8-6.7-262.262.8-281.230.8-40.3-39.-281.6-281.63 M -40.33 顶 6 7 83 3 68 4 3 31 8 8 - 36 -

温州大学瓯江学院 某旅馆综合楼毕业设计 1077.276.-207.207.1892.21296.1731.16801731.2N 892.24 892.24 6 48 19 9 4 26 23 .2 3 215.0-215.235.4-183.39.7M 235.40 235.40 40.82 6.80 4 04 0 92 40.82 6 柱25.20 底 1115.276.-207.207.1926.41330.1782.17251782.5N 926.45 926.45 6 48 19 9 5 48 55 .8 5 -24.3-6.7-256.256.9-275.225.6-39.5-38.-275.4-275.4M -39.54 1 2 95 5 43 2 4 58 3 3 柱顶 1354.345.-295.295.51086.1662.2174.21091086.41086.42174.3N 6 60 57 7 47 83 30 .4 7 7 0 2 301.6-301.321.7-266.42.9M 321.72 321.72 43.90 26.87 7.63 4 64 2 48 43.90 3 柱底 1392.345.-295.295.51120.1697.2225.21551120.61120.62225.6N 6 60 57 7 69 05 62 .0 9 9 2 -17.1-5.0-228.228.7-240.205.3-28.1-27.-240.6-240.6M -28.10 0 1 73 3 66 7 0 53 6 6 柱顶 1631.414.-393.393.31271.2038.2617.25381271.51271.52617.3N 6 72 38 8 51 60 37 .5 1 1 7 1 424.7-424.422.9-405.13.7M 422.99 422.99 14.04 8.55 2.50 9 79 9 35 14.04 6 柱底 1669.414.-393.393.31305.2072.2668.25841305.71305.72668.6N 6 72 38 8 73 82 69 .1 3 3 9 五、柱端弯矩设计值的调整： 1、A柱：

第6层，按《抗震规范》，无需调整。 第5层，柱顶轴压比

[uN] = N/Ac fc=489.24×103/14.3/6002 =0.08<0.15，无需调整。 柱底轴压比

[uN] = N/Ac fc=523.45×103/14.3/6002

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=0.087<0.15，无需调整。 第4层，同理也无需调整。

第3层，柱顶轴压比[uN] = N/Ac fc=1081.13×103/14.3/6002

=0.179>0.15。

可知，一、二、三层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求： 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。

ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。

ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。

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层次 截面 γRE（ΣMc= ηcΣMb） γREN

横向框架A柱柱端组合弯矩设计值的调整 （相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值） 6 5 4 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 143.22 219.46 3 60.09 366.92 149.52 91.91 180.79 489.24 523.45 777.25 2 1 199.89 811.47 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 199.89 216.62 216.62 240.19 247.36 508.12 1081.13 1115.35 1391.26 1425.48 1712.40 1746.62 2、B柱： 第6层，按《抗震规范》，无需调整。

经计算当轴力N=fc Ac=0.15×14.3×6502/103=902.26 KN 时， 方符合调整的条件，可知B柱调整图如下：

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横向框架B柱柱端组合弯矩设计值的调整 层次 6 5 4 截面 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 γRE（ΣMc= 152.86 76.44 193.62 139.10 238.37 199.65 ηcΣMb） γREN 234.20 268.42 474.15 508.37 684.93 727.92 3 2 1 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 281.68 322.41 322.41 351.11 361.58 508 892.24 926.45 1086.47 1120.69 1271.51 1305.73 六、柱端剪力组合和设计值的调整： 例：第6层：

恒载SGk =（M上+M下）/h=（-54.84-36.41）/3.3=-25.35 活载SQk =（M上+M下）/h=（-16.43-10.94）/3.3=-7.6 地震作用SEk =（M上+M下）/h=（85.00+18.66）/3.3=28.79 调整：1.2×（143.22+60.09）/3.3=67.77

横向框架A柱剪力组合与调整（KN） γRe[1.2×V=γ（SGk+0.5SQk）Re[ηvc层1.35SGk bSGk SQk SEk1 SEk2 +1.3SEk] 1.2SGk+1.4SQk （M + c 次 +1.0SQk M lc）1 2 /hn ] 6 -25.35 -7.60 28.79 -28.79 1.84 -54.31 -41.82 -41.06 67.77 5 -15.85 -4.76 74.79 -74.79 56.51 -89.33 -26.16 -25.68 80.48 4 -17.03 -5.12 70.78 -70.78 51.38 -86.64 -28.11 -27.60 126.89 3 -17.12 -5.14 85.17 -85.17 65.32 -100.76 -28.25 -27.74 138.84 2 -17.98 -5.43 99.56 -99.56 78.45 -115.70 -29.70 -29.18 152.27 1 -6.92 -2.10 118.16 -118.16 108.03 -122.38 -11.44 -11.24 192.89 同理： - 40 -

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