框架剪力墻設計

1、框架剪力墻設計框架剪力墻設計 框架剪力墻設計框架剪力墻設計 設計說明設計說明 基本計算參數(shù)基本計算參數(shù) 水平地震作用水平地震作用 水平位移驗算水平位移驗算 水平地震下的內力計算水平地震下的內力計算 連梁剛結時構件內力連梁剛結時構件內力 1 2 3 4 5 6 設計說明設計說明 某某10層房屋的結構平面及剖面示意圖如圖層房屋的結構平面及剖面示意圖如圖7.5.2所示，所示， 各層縱向剪力墻上的門洞尺寸均為各層縱向剪力墻上的門洞尺寸均為1.5m2.4m，門洞居，門洞居 中?？拐鹪O防烈度中。抗震設防烈度8度。場地類別度。場地類別類，設計地震分組為類，設計地震分組為 第一組。各層橫梁截面尺寸：邊跨梁第一

2、組。各層橫梁截面尺寸：邊跨梁300mm600mm， 走道梁走道梁300mm450mm。柱截面尺寸：。柱截面尺寸：1、2層為層為 550mm550mm，3、4層為層為500mm500mm，510層為層為 450mm450mm。各層剪力墻厚度：。各層剪力墻厚度：1、2層為層為350mm， 310層為層為200mm。梁、柱、剪力墻及樓板均為現(xiàn)澆鋼筋。梁、柱、剪力墻及樓板均為現(xiàn)澆鋼筋 混凝土。混凝土強度等級：混凝土?；炷翉姸鹊燃墸?6層為層為C30，710層為層為C20。 經計算，集中于各層樓面處的重力荷載代表值為經計算，集中于各層樓面處的重力荷載代表值為 G1=9285kN，G2=8785kN，G

3、3= G4=G9=8570kN， G10=7140kN，G11=522kN。試按協(xié)同工作分析方法計算橫。試按協(xié)同工作分析方法計算橫 向水平地震作用下結構的內力及位移。向水平地震作用下結構的內力及位移。 平面圖布置平面圖布置 基本計算參數(shù)基本計算參數(shù) （1）橫向框架的剪切剛度）橫向框架的剪切剛度Cf 框架橫梁線剛度框架橫梁線剛度ib=EcIb/l， 柱線剛度柱線剛度ic=EcIb/h， 側向剛度系數(shù)側向剛度系數(shù)ac查表。查表。 各對應層的各對應層的D值相加，并乘以層高，即值相加，并乘以層高，即 得得Cfi。 。 計算Cf，即各層的Cfi值按高度加權取平均值 )(104801. 1 86 . 35

4、 . 45 . 5 106 . 3) 325157. 12969. 1247243. 128362. 1 (5 . 457618. 15 . 55174. 1 9 9 N cf 表表1 梁線剛度梁線剛度ib 梁類別層次Ecbh 邊框梁中框梁 I0Ib=1.5I0ib*1010Ib=2I0 ib*101 0 一般梁 7102.550 300 600 5.400 8.100 3.443 10.800 4.590 163.000 4.050 5.400 走到梁 7102.550 300 450 2.278 3.417 3.631 4.556 4.841 163.000 4.271 5.695 表表2

5、 柱線剛度柱線剛度ic 層次層高bhEcIcic*1010 7103600 450 450 2.550 3.417 2.421 563600 450 450 3.000 3.417 2.848 343600 500 500 3.000 5.208 4.340 2 4500 550 550 3.000 7.626 5.084 1 5500 550 550 3.000 7.626 4.159 表表3 中框架柱側向剛度中框架柱側向剛度 層次層高 邊柱中柱 D=10*（Dil+Di2） KcDi1KcDi2 8103600 1.896 0.487 10908 3.896 0.661 14810 257

6、178 7 3600 2.064 0.508 11381 4.240 0.679 15229 266103 563600 1.896 0.487 12833 3.896 0.661 17424 302562 343600 1.244 0.384 15412 2.556 0.561 22547 379598 2 4500 1.062 0.347 10450 2.183 0.522 15720 261701 1 5500 1.298 0.545 8996 2.668 0.679 11197 201935 表表3 邊框架柱側向剛度邊框架柱側向剛度 層次層高 邊柱中柱 D=4* （Dil+Di2） K

7、cDi1KcDi2 8103600 1.422 0.416 9314 2.922 0.594 13305.609 90478.929 7 3600 1.548 0.436 9777 3.180 0.614 13758.894 94145.287 563600 1.422 0.416 10958 2.922 0.594 15653.658 106445.799 343600 0.933 0.318 12785 1.917 0.489 19669.510 129818.123 2 4500 0.797 0.285 8582 1.637 0.450 13558.932 88562.304 1 550

8、0 0.974 0.496 8177 2.001 0.625 10313.517 73962.253 （二）橫向剪力墻截面等效剛度（二）橫向剪力墻截面等效剛度 以底層墻為例以底層墻為例 第一層墻厚第一層墻厚350mm，端柱截面為，端柱截面為550mm550mm， 墻截面及尺寸如圖所示。有效翼緣寬度應取翼緣厚墻截面及尺寸如圖所示。有效翼緣寬度應取翼緣厚 度的度的6倍、墻間距的一半和總高度的倍、墻間距的一半和總高度的1/20中的最小值，中的最小值， 且不大于至洞口邊緣的距離。經計算，且不大于至洞口邊緣的距離。經計算，bf=1940mm. Aw=55022+（6000-500)350+(1940-5

9、50/2)350=3095250mm2 mmy2435 3095250 3000350)5006000(60005502 Iw=55042/12+(24352+35652)5502+350/1254503+3505450(3000- 2435)2+16653502/12+350166524352=14.444971012mm4 由bf/t =(1940+350/2)/350=6 hW/t=6550/350=19查表得=1.423。 將表中各層的Aw,Iw,Ec,沿高度加權取平均值得 2 2081869 86.35.45.5 6.3)6171000021790000()5.45.5(309525

10、0 mm Aw 212 12 1084334. 9 86 . 35 . 45 . 5 10 6 . 3) 605658. 8281246. 8 () 5 . 45 . 5 (44497.14 mmIw 444 /10833. 210 86 . 35 . 45 . 5 6 . 3455. 26 . 34) 5 . 45 . 5(00. 3 mmNEc 352. 1 86 . 35 . 45 . 5 6 . 38327. 1)5 . 45 . 5(43. 1 217 2 12 124 2 1068597.2 388002081869 1084334.9352.19 1 1084334.910833

11、.2 9 1 mmN HA I IE IE w w wC eqc 總剪力墻等效剛度 EcIeq=2.6859710174=10.743881017Nmm2 表表5 各層剪力墻剛度參數(shù)（一片墻）各層剪力墻剛度參數(shù)（一片墻） 層數(shù)tbhbfybfAwIw*1012 EcIw*10 17 710200 450 450 1200 2658 1200 1.327 1710000 8.05658 20.544 56200 450 450 1200 2658 1200 1.327 1710000 8.05658 24.170 34200 500 500 1200 2682 1200 1.327 179000

12、0 8.81246 26.437 12350 550 550 1200 2435 1940 1.423 3095250 14.4449 7 43.335 （三）連梁的等效剛度（三）連梁的等效剛度 為了簡化計算，計算連梁剛度時不考慮剪力墻翼緣的為了簡化計算，計算連梁剛度時不考慮剪力墻翼緣的 影響，取墻形心軸為影響，取墻形心軸為1/2墻截面高度處，如圖墻截面高度處，如圖4所示。另所示。另 外，由于梁截面高度較小，梁凈跨長與截面高度之比大外，由于梁截面高度較小，梁凈跨長與截面高度之比大 于于4，故可不考慮剪切變形的影響。下面以第一層連梁為，故可不考慮剪切變形的影響。下面以第一層連梁為 例，說明連梁剛

13、度計算方法。例，說明連梁剛度計算方法。 連梁的計算簡圖 連梁的轉動剛度計算，其中剛域長度為 al=(6000+550)/2-450/4=3163mm l=3000+2400=5400mm a=3163/5400=0.586 另由表1得 EcIb=3.01044.556109=1.336801014Nmm2 將上述數(shù)據(jù)代入式得 ： radmmNS/1039441. 3 )586. 01 ( 586. 01 5400 103368. 16 12 3 14 12 radmmNS/1086057. 8 )586. 01 ( 1 5400 103368. 16 11 2 14 21 NCC b 912

14、121 1046866.25500/1039441.34 表表6 連梁剪切剛度連梁剪切剛度Cbi 層次層高/mm2b/mmh/mml/mm EcIb/*1014 N*mm2 S12*10 12 S21*108 C12*10 8 Cbi/*10 9N 7103600 450 450 5400 0.576 1.16184 2.67711 0.71940 7.43642 2.9745 7 563600 450 450 0.576 1.36688 3.14954 0.84635 8.74873 3.4994 9 343600 500 500 0.581 3.26467 0.86516 9.06852

15、3.6274 1 2 4500 550 550 0.586 3.38521 0.88460 7.52268 3.0090 7 1 5500 550 550 0.586 3.38521 0.88460 6.15492 2.4619 7 將表6中各層的按高度加權取平均值 N Cb 9 9 1012088. 3 ) 86 . 35 . 45 . 5(106 . 3)49655. 2248882. 3262668. 3(5 . 401725. 35 . 546866. 2 （四）結構剛度特征值（四）結構剛度特征值 為了考察連梁的約束作用對結構內力和側移的影響，下面分別 按連梁剛結和鉸結兩種情況計算。考

16、慮連梁約束作用時，按 式（7.4.9）計算，連梁剛度折減系數(shù)取0.55，則得 117. 2 1074392.10 10)12446. 355. 048042. 1 ( 38800 17 9 不考慮連梁約束作用時，按式（7.3.3）計算，即 440.1 1074392.10 1048042.1 38800 17 9 水平地震作用水平地震作用 （一）結構自振周期計算（一）結構自振周期計算 該結構的質量和剛度沿高度分布比較均勻，基本自振周期T1(s) 可按下式計算 T uT7 . 1 1 式中，為計算結構基本自振周期用的結構頂點假想位移（m）； 為結構基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數(shù)，本例可

17、取 =0.8。 對帶屋面局部突出間的房屋，上式中的應取主體結構 頂點位移。突出間對主體結構頂點位移的影響，可按 頂點位移相等的原則，將其重力荷載折算到主體結構 的頂層，如圖所示。對本例，其折算重力荷載可按下 式計算 Ut計算簡圖 kN H h GG ne 595) 8 .38 6 . 3 2 3 1 (522) 1 2 3 1 ( 1 均布荷載q為 mkN H G q i /2196 8 .38 71407857087859285 結構頂點位移ut為 GeqT uuu 均布荷載作用下結構的頂點位移 2 ) 1)( 1 ( 1 2 4 4 shch ch sh IE qH u eqc q 集中荷

18、載作用下結構的頂點位移 )( 1 3 3 th IE HG u eqc e Ge 表表7 結構自振周期計算結構自振周期計算 類別EcIeq/(N*mm2)uq/muGe/muT/mT1/s 連梁剛結 10.74392*101 7 2.117 0.218 0.004 0.222 0.641 連梁鉸接1.440 0.324 0.006 0.330 0.782 （二）水平地震作用計算 該房屋主體結構高度不超過40m，且質量和剛度沿高度分布比 較均勻，故可用底部剪力法計算水平地震作用。 結構等效總重力荷載代表值Geq kNGG Eeq 72864)52271407857087859285(85.085

19、.0 結構總水平地震作用標準值 FEK )(682.5654 )(248.6753 7286416. 0) 35. 0 ()( 9 . 0 1 max 9 . 0 1 1 連梁鉸結 連梁剛結 kN kN T G T T GF eq g eqEK 頂部附加水平地震作用標準值 Fn )(585.749 )(574.819 )07. 008. 0( 1 連梁鉸結 連梁剛結 kN kN FTFF EKEKnn 質點的水平地震作用標準值Fi n j jjii n j jjii EKn n j jj ii i HGHG HGHG F HG HG F 1 1 1 )(/097.4905 )(/674.593

20、3 )1( 連梁鉸結 連梁剛結 水平地震作用計算 層次Hi/mGi/kN GiHi/(k Nm) GiHi/GjHj 連梁剛結連梁鉸結 FEKFnFi/Kn FiHi/(k Nm) FEKFnFi/Kn FiHi/(k Nm) 1142.4 52222132.80.01164 6753.248819.57469.05 2927.87 5654.628749.58557.08 2420.31 10 38.8 71402770320.14567 6753.248819.574864.33 65335.51 5654.628749.585714.49 56806.30 819.57 749.59 9

21、35.2 85703016640.15862 6753.248819.574941.18 33129.60 5654.628749.585778.02 27386.43 831.6 85702708120.14239 6753.248819.574844.92 26699.62 5654.628749.585698.45 22071.11 728.0 85702399600.12617 6753.248819.574748.67 20962.69 5654.628749.585618.88 17328.71 624.4 85702091080.10995 6753.248819.574652.

22、41 15918.81 5654.628749.585539.31 13159.21 520.8 85701782560.09373 6753.248819.574556.15 11567.98 5654.628749.585459.74 9562.62 417.2 85701474040.07751 6753.248819.574459.90 7910.21 5654.628749.585380.17 6538.93 313.6 85701165520.06128 6753.248819.574363.64 4945.48 5654.628749.585300.60 4088.16 210.

23、0 8785878500.04619 6753.248819.574274.09 2740.89 5654.628749.585226.57 2265.74 15.5 928551067.50.02685 6753.248819.574159.33 876.31 5654.628749.585131.71 724.40 85722.0 1901838.3 6753.25 193014.98 5654.63 162351.92 按上述方法所得的水平地震作用為作用在各層樓面處的水平集中力。 當采用連續(xù)化方法計算框架-剪力墻結構的內力和側移時，應將實際的地 震作用分布轉化為均布水平力或倒三角形分布的

24、連續(xù)水平力或頂點集中力。 根據(jù)實際地震作用基本為倒三角形分布的特點，下面按基底剪力和基底傾 覆力矩分別相等的條件，將實際地震作用分布圖7.5.6（a）轉換為倒三 角形連續(xù)地震作用圖7.5.6（b）和頂點集中水平地震作用圖7.5.6（c）, 即 水平地震作用的轉換 0max 2/VPHq 0 2 max 3/MPHHq 式中 n i ii n i i HFMFV 1 0 1 0 , 0 0 2 00 max 2 3 , )(6 V H M P H MHV q 由上式可得 可得連梁剛結 kNP324.141424.67532 8 .38 53.1930143 mkNq/047.275 8 .38

25、)53.1930148 .3824.6753(6 2 max 連梁鉸結 mkNq/369.227 8 .38 ) 3 .1623538 .3868.5654(6 2 max kNP73.124368.56542 8 .38 3 .1623533 水平位移驗算水平位移驗算 倒三角形水平荷載和頂點集中水平荷載作用下的位移分 別按式（7.3.13）和式（7.3.19）計算， 水平位移計算 層次Hi/mmhi/mmECIeq/(N2) 連梁剛結連梁鉸結 qPuq/up/ui/u/hqPuq/up/ui/u/h 1038800.0 36001.07439E+181.000 2750392.1161417

26、34219.86 9.31 29.17 1/110022736212437281.4424.50 12.37 36.88 1/805 935200.0 36001.07439E+180.907 2750392.116141734217.81 8.09 25.90 1/108722736212437281.4421.70 10.71 32.41 1/804 831600.0 36001.07439E+180.814 2750392.116141734215.69 6.89 22.59 1/107222736212437281.4418.86 9.07 27.93 1/807 728000.0 3

27、6001.07439E+180.722 2750392.116141734213.51 5.72 19.23 1/106522736212437281.4416.00 7.48 23.47 1/820 624400.0 36001.07439E+180.629 2750392.116141734211.25 4.60 15.85 1/107722736212437281.4413.12 5.96 19.09 1/849 520800.0 36001.07439E+180.536 2750392.11614173428.97 3.54 12.51 1/111822736212437281.441

28、0.30 4.55 14.85 1/903 417200.0 36001.07439E+180.443 2750392.11614173426.72 2.57 9.29 1/120622736212437281.447.60 3.26 10.86 1/999 313600.0 36001.07439E+180.351 2750392.11614173424.60 1.71 6.31 1/138122736212437281.445.12 2.14 7.26 1/1173 210000.0 45001.07439E+180.258 2750392.11614173422.72 0.98 3.70

29、 1/182722736212437281.442.98 1.22 4.19 1/1596 15500.0 55001.07439E+180.142 2750392.11614173420.92 0.32 1.24 1/443222736212437281.440.99 0.39 1.38 1/3995 由上表可見，無論連梁剛結還是鉸結，各層層間位移角均小于1/800，滿足 彈性層間位移角限值的要求。此外當考慮連梁的約束作用時，結構側移減 ?。?127）。 水平地震作用下的內力計算 （一）連梁鉸結時內力 倒三角形分布荷載及頂點集中荷載作用下的內力分別按式 （7.3.15）（7.3.17）和（7

30、.3.21）（7.3.23） 總框架及總剪力墻內力（連梁鉸結） 層次Hi/mqP 倒三角形荷載頂點集中力總內力 MW/(kN m) VW/kNVf/kN MW/(kN m) VW/kNVf/kN Mwi/(kN m) Vwi/Kn Vwi/(kN m) 1038.81.000 1.44227.36 1243.78 0.00 -1150.41 1150.41 0.00 558.05 685.73 0.00 -592.36 1836.15 935.20.907 1.44227.36 1243.78 -2723.92 -377.78 1158.31 2014.95 563.04 680.75 -70

31、8.97 185.25 1839.06 831.60.814 1.44227.36 1243.78 -2819.35 312.04 1173.08 4065.93 578.09 665.69 1246.58 890.13 1838.78 7280.722 1.44227.36 1243.78 -561.79 931.38 1182.39 6189.59 603.48 640.30 5627.80 1534.85 1822.69 624.40.629 1.44227.36 1243.78 3815.31 1491.31 1175.15 8423.91 639.66 604.13 12239.22

32、 2130.97 1779.28 520.80.536 1.44227.36 1243.78 10116.40 2001.85 1141.37 10808.83 687.27 556.51 20925.24 2689.12 1697.88 417.20.443 1.44227.36 1243.78 18180.33 2472.12 1071.91 13386.99 747.17 496.61 31567.32 3219.29 1568.53 313.60.351 1.44227.36 1243.78 27877.46 2910.53 958.37 16204.48 820.43 423.35

33、44081.94 3730.96 1381.73 2100.258 1.44227.36 1243.78 39107.34 3324.92 792.91 19311.66 908.35 335.43 58419.01 4233.27 1128.34 15.50.142 1.44227.36 1243.78 55191.36 3820.38 501.82 23688.24 1041.31 202.47 78879.60 4861.68 704.29 000.000 1.44227.36 1243.78 77829.79 4410.82 0.00 29950.51 1243.78 0.00 107

34、780.3 0 5654.60 0.00 (二）連梁剛結內力計算 層次Hi/mqP 倒三角形荷載頂點集中荷載 MW/(kNm)VW/kNVf/kNm/KnVW/kNVf/kNMW/(kNm)VW/kNVf/kNm/KnVW/kNVf/kN 1038.81.000 2.116275.0391417.3420.00 -1814.06 1814.06 974.50 -839.56 839.56 0.00 336.73 1080.62 580.50 917.22 500.12 935.20.907 2.116275.0391417.342-4839.89 -898.70 1842.91 990.00

35、91.29 852.91 1220.01 343.24 1074.11 577.00 920.24 497.10 831.60.814 2.116275.0391417.342-6622.76 -110.26 1906.80 1024.32 914.06 882.48 2487.20 363.02 1054.32 566.37 929.39 487.95 7280.722 2.116275.0391417.342-5749.34 581.75 1975.26 1061.09 1642.85 914.17 3850.57 396.84 1020.50 548.21 945.05 472.30 6

36、24.40.629 2.116275.0391417.342-2517.64 1204.10 2021.52 1085.94 2290.04 935.57 5362.84 446.01 971.34 521.79 967.80 449.54 520.80.536 2.116275.0391417.3422865.51 1780.84 2021.50 1085.94 2866.78 935.57 7082.49 512.42 904.92 486.12 998.54 418.81 417.20.443 2.116275.0391417.34210276.47 2334.28 1952.93 10

37、49.10 3383.38 903.83 9076.01 598.65 818.69 439.80 1038.44 378.90 313.60.351 2.116275.0391417.34219670.05 2885.82 1794.38 963.92 3849.75 830.45 11420.49 708.03 709.32 381.04 1089.06 328.28 2100.258 2.116275.0391417.34231077.69 3456.80 1524.53 818.97 4275.76 705.56 14206.60 844.78 572.56 307.58 1152.3

38、6 264.99 15.50.142 2.116275.0391417.34248343.81 4231.61 996.93 535.54 4767.15 461.39 18476.36 1062.40 354.94 190.67 1253.07 164.27 000.000 2.116275.0391417.34274555.96 5335.76 0.00 0.00 5335.76 0.00 25244.98 1417.34 0.00 0.00 1417.34 0.00 總框架,總剪力墻及總連梁內力（連梁剛結） 層次Hi/mMW/(kNm)VW/kNm/KnVW/kNVf/kN 1038.8

39、0-1477.331555.00 77.66 1339.68 935.2-3619.88 -555.47 1567.00 1011.53 1350.02 831.6-4135.55 252.76 1590.69 1843.45 1370.43 728-1898.76 978.59 1609.30 2587.89 1386.46 624.42845.20 1650.10 1607.74 3257.84 1385.11 520.89947.99 2293.26 1572.05 3865.31 1354.37 417.219352.48 2932.93 1488.89 4421.82 1282.73

40、 313.631090.54 3593.85 1344.96 4938.81 1158.73 21045284.29 4301.58 1126.54 5428.12 970.55 15.566820.16 5294.01 726.22 6020.23 625.66 0099800.94 6753.10 0.00 6753.10 0.00 兩種荷載共同作用下 連梁剛結和鉸結時總剪力墻、總框架及總連梁內力沿高度的分 布見圖7。由此圖及上述計算結果可見，對本例而言，考慮連梁的約 束作用時，總水平地震作用增大16.3；在結構上部，剪力墻彎矩 增大，下部彎矩減小，最大彎矩減小7.5；剪力墻承擔的剪力增大

41、， 框架承擔的剪力減小。 總剪力墻、總框架及總連梁內力分布圖 連梁剛結時構件內力計算連梁剛結時構件內力計算 （一）框架梁，柱的內力計算 考慮連梁約束作用時，框架-剪力墻結構底部總剪力為 kNVkNV05.13502 . 0 ,24.6750324.14148 .38047.275 2 1 00 由表可見，第14,9,10層的總框架剪力Vf小于0.2V0，應予以調整。 另外,1.5Vmax,f=1.51349.77=2024.66kN0.2V0，所以調整后的Vf取 1350.05kN。 框架柱的剪力和彎矩用值法計算，表13為軸框架柱剪力和彎矩的 計算結果，其余框架計算從略。表中反彎點高度比按式（

42、5.4.9）確定， 其中標準反彎點高度比yn由附表5.2.2查取。 梁端彎矩、剪力及柱軸力計算結果見表14，柱軸力按調整前的梁端 剪力計算。 表表13 水平地震作用下框架柱彎矩及剪力計算水平地震作用下框架柱彎矩及剪力計算 層次hi/mVfi/kN D/ （ *105kN/ m) 邊柱中柱 Di1/ （*105） Di1/Dy 調整前調整后 Di2/(*10 5) Di2/Dy 調整前調整后 Vi1MucMlcVi1MucMlcVi2MucMlcVi2MucMlc 10 3.6 1338.81 347657 10908 0.031 0.39 42.01 92.25 58.98 42.36 93.

43、02 59.47 14810 0.043 0.45 57.03 112.92 92.39 57.51 113.87 93.17 9 3.6 1349.16 347657 10908 0.031 0.44 42.33 85.34 67.05 42.36 85.40 67.10 14810 0.043 0.49 57.47 105.52 101.38 57.51 105.59 101.45 8 3.6 1369.63 347657 10908 0.031 0.45 42.97 85.09 69.62 42.97 85.09 69.62 14810 0.043 0.50 58.35 105.02 1

44、05.02 58.35 105.02 105.02 7 3.6 1385.74 360249 11381 0.032 0.50 43.78 78.80 78.80 43.78 78.80 78.80 15229 0.042 0.50 58.58 105.44 105.44 58.58 105.44 105.44 6 3.6 1384.49 409008 12833 0.031 0.49 43.44 79.76 76.63 43.44 79.76 76.63 17424 0.043 0.49 58.98 108.29 104.04 58.98 108.29 104.04 5 3.6 1353.8

45、5 409008 12833 0.031 0.50 42.48 76.46 76.46 42.48 76.46 76.46 17424 0.043 0.50 57.67 103.81 103.81 57.67 103.81 103.81 4 3.6 1282.32 509416 15412 0.030 0.50 38.80 69.83 69.83 40.84 73.52 73.52 22547 0.044 0.50 56.76 102.16 102.16 59.75 107.56 107.56 3 3.6 1158.43 509416 15412 0.030 0.50 35.05 63.09

46、63.09 40.84 73.52 73.52 22547 0.044 0.50 51.27 92.29 92.29 59.75 107.56 107.56 2 4.5 970.35 350263 10450 0.030 0.50 28.95 65.14 65.14 40.28 90.63 90.63 15720 0.045 0.50 43.55 97.99 97.99 60.59 136.33 136.33 1 5.5 625.57 275897 8996 0.033 0.64 20.40 40.39 71.80 44.02 87.16 154.95 11197 0.041 0.57 25.

47、39 60.04 79.59 54.79 129.58 171.77 水平地震作用下梁端彎矩，剪力及柱軸力計算 層次 AB跨梁端彎矩，剪力BC跨梁端彎矩，剪力柱軸力 l 調整前調整后 l 調整前調整后 A柱B柱 10692.30 55.00 24.55 93.05 55.44 24.75 2.458.00 58.00 48.34 58.48 58.48 48.73 -24.55 -23.79 96144.40 96.39 40.13 144.92 96.78 40.28 2.4101.66 101.66 84.71 102.07 102.07 85.06 -64.68 -68.37 86152

48、.22 100.52 42.12 151.02 99.80 41.80 2.4106.01 106.01 88.35 105.26 105.26 87.71 -106.80 -114.59 76148.50 102.49 41.83 145.45 100.42 40.98 2.4108.09 108.09 90.08 105.91 105.91 88.26 -148.63 -162.84 66158.63 104.07 43.78 154.61 101.43 42.67 2.4109.76 109.76 91.47 106.98 106.98 89.15 -192.42 -210.52 561

49、53.15 101.20 42.39 151.03 99.80 41.80 2.4106.74 106.74 88.95 105.26 105.26 87.72 -234.81 -257.08 46146.35 100.28 41.10 149.83 102.77 42.10 2.4105.77 105.77 88.14 108.39 108.39 90.33 -275.92 -304.11 36132.96 94.67 37.94 147.11 104.74 41.97 2.499.84 99.84 83.20 110.47 110.47 92.06 -313.85 -349.38 2612

50、8.25 92.63 36.81 164.22 118.75 47.16 2.497.69 97.69 81.41 125.24 125.24 104.37 -350.67 -393.98 16105.54 76.93 30.41 177.86 129.47 51.22 2.481.13 81.13 67.61 136.55 136.55 113.79 -381.08 -431.18 A b M B b M Vb A b M B b M Vb B b M C b M Vb B b M C b MVb （二）連墻內力計算 本題的4根連梁受力情況相同，只需要計算出1根連 梁的內力即可。下面以第10層連梁內力計算為例，說明 連梁內力計算過程，其它各層的計算結果見表。 由式表一，并根據(jù)表7和表13中的有關數(shù)據(jù) mkNhzm S S M 885.13986 . 332.1554 4 1 )( 12 12 12 mkNM a a M 35.376885.1398) 576. 01 576. 01 () 1 1