【正文】 kN/m2樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 kN/m2屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 = kN/m2= 梁、柱、墻及樓屋面重力荷載計算=, ln分別表示梁截面凈高度和凈跨度，g表示單位長度梁重力荷載。、柱重力荷載計算結(jié)果層數(shù)構(gòu)件bhn/mm2rKN/M3βglnN根數(shù)GI／KN∑GI/KN1邊橫梁2522中橫梁2511縱 梁2540 次 梁2520柱25402~5邊橫梁2522中橫梁2511縱 梁2540次 梁2520柱25門窗 墻體為240mm厚粘土空心磚，外墻面貼瓷磚（ kN/m2 ，內(nèi)墻面為20mm厚抹灰）則外墻單位墻面重力荷載為： + 15+17= kN/m2內(nèi)墻為240mm粘土空心磚，兩側(cè)均為20mm厚抹灰，則內(nèi)墻單位面積重力荷載為： 15+172=窗采用塑鋼窗，房間門為木門，底層入口處采用塑鋼門，其單位面積重力荷載為： kN/m2， kN/m2。 重力荷載代表值的代表（1）第一層：外墻面積：（）（）4+（）（）20+（）（）2= m2外墻門窗面積：C1:32= m2 C2：4= m2 合計：108 m2 M3:2= m2 M4:= m2外墻自重：（）=外墻門窗自重：（108+）+=內(nèi)墻面積：（）（）14+（）6+（）（）18= m2內(nèi)墻門面積：M1:11= m2 M2:12= m2總計： m2 內(nèi)墻自重：（）= KN內(nèi)墻門自重：= KN則首層墻自重：+= KN首層門窗總重：+= KN板重：（10）（3）= KN樓梯折算部分：32= KN50%樓面活荷載：（6）(3) = KN第一層重力荷載代表值：++++（+++++）/2= KN第二~四層外墻面積：（）（）4+（）（）20+（）（）2= m2 （同上） 外墻門窗面積：C1:34= m2 C2：4= m2 C3：2= m2 C:4：2= m2 合計： m2 外墻自重：（）=外墻門窗自重：= 內(nèi)墻面積：（）（）14+（）6+（）（）19= m2內(nèi)墻門面積：M1:11= m2 M2:13= m2總計： m2內(nèi)墻自重：（）= KN內(nèi)墻門自重：= KN則二~四層墻自重：+= KN門窗總重：+=板重：（10）（3）= KN (同上)樓梯折算部分：32= KN (同上)50%樓面活荷載：（10）(3) = KN (同上)第二~四層重力荷載代表值：++++++= KN第五層外墻面積：（）（）4+（）（）20+（）（）2= m2 （同上） 外墻門窗面積：C1:38= m2 C2：4= m2 C3：2= m2 C:4：1= m2 合計： m2 外墻自重：（）=外墻門窗自重：=內(nèi)墻面積：（）（）9+（）6+（）（）=內(nèi)墻門面積：M1:11= m2 M2:6= m2M3:= m2 M5:= m2內(nèi)墻門自重：（++）+= KN內(nèi)墻自重：（）=則五層墻總重：+=門窗總重：+=板重：（10）（3）= KN (同上)50%樓面活荷載：（10）(3) = KN (同上)女兒墻：（60+15）2= KN雪荷載：60 15=180 KN第五層重力荷載代表值：++180+++（+6408+）/2= KN結(jié)構(gòu)抗震分析時所采用的計算簡圖如下圖22所示。集中在各點的重力荷載代表值Gi為計算單元內(nèi)各層樓面上的重力荷代表值及上下各半層的墻柱等重力荷載。圖22 各指點的重力荷載代表值3 框架側(cè)移剛度計算 在框架結(jié)構(gòu)中，現(xiàn)澆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?？紤]這一有利作用，在計算梁的截面慣性矩時，對現(xiàn)澆樓面的邊框架梁取，對中框架梁取。根據(jù)公式i可得出梁、柱線剛度，其中。 b的計算：類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（Nmm）（Nmm）2EcI0/l（Nmm）AB跨、CD跨1043006001096300101010101010BC跨104300400109240010103101041010 c的計算：層次hc（mm）Ec（N/mm2）bh（mmmm）Ic（mm4）EcIc/hc（Nmm）144001046006001010101025330010460060010101010 柱的側(cè)移剛度D計算公式：其中為柱側(cè)移剛度修正系數(shù)，為梁柱線剛度比，不同情況下，、取值不同。對于一般層： 對于底層： 邊框架柱 （邊柱） （N/mm） 層 次 邊柱（16根） 中柱（14）根 ∑DDI1DI2 252244934369909088 12026024514716384邊框架柱側(cè)移剛度D值（A1，A11/D1，D11） (B1，B11/C1，C11) （N/mm） 層 次 A1, A11/D1，D11B1, B11/C1，C11∑DDI1DI225177462800518300411852222276163192樓梯間框架柱側(cè)移剛度D值D5，D7 C5，C7 （N/mm） 層 次 D5 D7 C5 C7∑DDI1DI2251774630909973101185222331683676將上述不同情況下同層框架柱側(cè)移剛度相加，即為各層間側(cè)移剛度∑D。 層間側(cè)移剛度∑D層 次1235∑D96325311894021189402第一層的剛度/第二層的剛度=963253/1189402=,故該框架為橫向規(guī)則框架。4 水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和位移計算 基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1= （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(jié)構(gòu)頂點位移。ψT結(jié)構(gòu)基本自振周期考慮非承重磚墻影響的折減系數(shù)。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k注：∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度。 （△u）i為第i層的層間側(cè)移。 （△u）k為第k層的層間側(cè)移。 s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。 結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算層次Gi（KN）VGi（KN）∑D i（N/mm）△ui（mm）ui（mm）511894024118940231189402211894021963253T1= （uT）1/2 =()1/2=(s)本結(jié)構(gòu)高度不超過40m，質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻，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：結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值GeqGeq=∑Gi=(++3)=（KN）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=。查表得設(shè)防烈度為6度的аmax=а1=（Tg/T1） =（） =結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEkFEk=а1Geq = =（KN）質(zhì)點橫向水平地震作用按下式計算： Fi=GiHiFEk/（∑GkHk）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為 Vi=∑Fk（i=1，2，…n）。層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KNm）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）5431121∑,42。41水平地震作用分布 42 層間剪力分布。水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移（△u）i和頂點位移u i分別按下列公式計算：（△u）i = Vi/∑D iju i=∑（△u）k各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震規(guī)范》，考慮磚填充墻抗側(cè)力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]1/550。層次Vi（KN）∑D i（N/mm）（△u）i （mm）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i /hi5118940233001/91664118940233001/46473118940233001/34372118940233001/2869196325344001/2716由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/28691/550，滿足規(guī)范要求。框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vijyh M uij=Vij（1y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)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。 yy3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。（邊柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）邊 柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）M bi1（KNm）M ui1（KNm）5118940222449411894022244931189402224492118940222449196325320260 各層柱端彎矩及剪力計算（中柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）中 柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）M bi2（KNm）M ui2（KNm）511894023436941189402343693118940234369211894023436919632532451剪力及柱軸力分別按以下公式計算： 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（M