【正文】 物各部分應(yīng)有的高度、建筑物的層數(shù)及建筑空間的組合關(guān)系。屋頂為形式。，標高以米計，尺寸以毫米計。以現(xiàn)場實際為放樣依據(jù)。2 結(jié)構(gòu)設(shè)計 本工程為13層框架結(jié)構(gòu)，建筑物總高度為50m，抗震設(shè)防烈度為7度，,設(shè)計地震分組為第一組，建筑抗震設(shè)防類別為丙類，框架結(jié)構(gòu)抗震等級為三級，結(jié)構(gòu)安全等級為二級，結(jié)構(gòu)正常使用年限為50年。圖紙中標高以米計，尺寸以毫米計。梁端和柱端彎矩計算后，梁端剪力可根據(jù)梁上豎向荷載引起的剪力和梁端彎矩引起的剪力相疊加而得到，柱軸力可由梁端剪力和節(jié)點集中荷載疊加得到。根據(jù)結(jié)構(gòu)類型、地震設(shè)防烈度、房屋高度等因素，由《抗震規(guī)范》確定該框架結(jié)構(gòu)抗震等級為三級。選用 獨立基礎(chǔ)，基礎(chǔ)高度取750mm，根據(jù)上部結(jié)構(gòu)傳來的內(nèi)力值進行基礎(chǔ)設(shè)計，并進行抗沖切驗算和基礎(chǔ)配筋。建筑介紹：建筑面積約9500㎡，樓蓋及屋蓋均采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，樓板厚度取120mm，填充墻采用蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側(cè)移剛度?？蚣苤慕孛娉叽绺鶕?jù)柱的軸壓比限值，按下列公式計算： （1）柱組合的軸壓力設(shè)計值N=βFg E n注： β考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)。 （2）Ac≥N/uNfc 注： 該框架結(jié)構(gòu)的抗震等級為三級，根據(jù)《建筑抗震設(shè)計規(guī)范》GB ，查得其軸壓比限值為[]=,各層重力荷載代表值近似取14kN/m2,fc 為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，對C30。根據(jù)公式i可得出梁、柱線剛度，其中。mm）AB跨、CD跨1043006001097200101010101010BC跨1042504001092400101010101010 b的計算：類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（Nmm）1470010470070010101010213330010465065010101010 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。體積：= 重量：3=門廳兩側(cè)：單跨體積：[（）（）]= 單跨重量：=數(shù)量：2 總重：2=橫墻總重： 縱墻： ①②跨外墻：單個體積：[（）（2）] = m3數(shù)量：13總重：13= 樓梯間外縱墻：體積：（）= m3總重：= 門衛(wèi)外縱墻： 體積：()=總重：=門衛(wèi)內(nèi)縱墻總重：（）=內(nèi)縱墻： 單個體積：() = 單個重量：=數(shù)量：10總重：10= 廁所內(nèi)縱墻： 單個體積：（2）= 單個重量：=總重：2= 正門縱墻： 總重：（）=縱墻總重：（3）窗戶計算（鋼框玻璃窗）： 辦公室窗戶：尺寸：1800mm2100mm 自重： 數(shù)量：30重量：2=（4）門重計算： 木門：①尺寸：1200mm2100mm 自重： 數(shù)量：10 重量：10= ②尺寸：900mm2100mm 自重： 數(shù)量：6 重量：6= 塑鋼玻璃門：①尺寸：300mm2400mm 自重： 數(shù)量：1 重量：= ②尺寸：1500mm2100mm 自重： 數(shù)量：2 重量：2=總重：（5）樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）： 面積：14++2=（m2） 恒載：= 活載：=由以上計算可知，一層重力荷載代表值為G1=G 恒+G活=++++++++=注：。 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。 （△u）k為第k層的層間側(cè)移。m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）54321∑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。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。m）M ui1（KNmM r b=（+）= KN由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合，所以在框架節(jié)點上還作用有集中力矩。mM2=P2e2 =（）/2= KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm活載作用下柱的內(nèi)力計算： 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示： （1）、對于第13層，q2== KN/mq2，==P1=〔+（+）〕= KNP2=〔++（+））= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 =m（2）對于第212層q2= KN/m q2，= KN/mP1= P2= KN集中力矩 M1=P1e1=m將計算結(jié)果匯總?cè)缦聝杀恚簩哟蝢1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm）5（）（）（）（）（）（）241注：表中括號內(nèi)數(shù)值對應(yīng)于屋面雪荷載作用情況。恒載作用下梁的剪力以及柱的軸力計算（1）梁端剪力由兩部分組成：1）荷載引起的剪力，計算公式為： 其中為梁上的均布荷載。從理論上講，抗震設(shè)計中采用的材料強度設(shè)計值應(yīng)高于非抗震設(shè)計時的材料強度設(shè)計值。考慮到鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有塑性內(nèi)力重分布的性質(zhì)，在豎向荷載下可以適當降低梁端彎矩，進行調(diào)幅（），以減少負彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。1）均布和梯形荷載下，如下圖： VA= （MA+MB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2若VA（2q1+q2）al/2≤0，說明x≤al，其中x為最大正彎矩截面至A支座的距離，則x可由下式求解：VAq1xx2q2/（2al）=0將求得的x值代入下式即可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/（6al）若VA（2q1+q2）al/20，說明xal，則x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx（q1+ q2）x2/2+alq2（xal/3）/2若VA≤0，則Mmax=MA2）同理，三角形分布荷載和均布荷載作用下，如下圖：VA= （MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/3l 跨間的最大彎矩計算結(jié)果見下表：層次123跨ABBCABBCABBCMmax層次45跨ABBCABBCMmax梁端彎矩控制值:梁的支座截面考慮了柱支撐寬度的影響，按支座邊緣截面的彎矩計算，即： 式中：M為梁內(nèi)力組合表中支座軸線的彎矩值；V為相應(yīng)的支座剪力；b為相應(yīng)的柱的寬度；計算結(jié)果見表 層次位置截面荷載M(KN*m)V(KN)M1=MV*b/213左邊跨A恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④B左恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④中跨B右恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④4～12左邊跨A恒①活②地震左③地震右④ （①+②）+③（①+②）+④B左恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④中跨B右恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④3左邊跨A恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④B左恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④中跨B右恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④2左邊跨A恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④B左恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④中跨B右恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④1左邊跨A恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④B左恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④中跨B右恒① 活②地震左③地震右④（①+②）+③（①+②）+④254取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結(jié)果如下表： 層次截面內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk（1）SEk（2）γRe[（SGk+）+] ++MmaxMM12NNminNmax13柱頂M N 柱底M N 237 237 4～12柱頂M N 柱底M N 3柱頂M N 柱底M N 2柱頂M N 柱底M N 1柱頂M N 263 263 柱底M N263 263 層次截面內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk（1）SEk（2）γRe[