【正文】 ，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/4x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第1層AB跨梁：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+）= KN/m左震： MA=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(dāng)降低梁端彎矩，進行調(diào)幅（），以減少負(fù)彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。m）MBC= 5q2，l22/96=5= （KNα=a/l=（1）、對于第6層，MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3）=+[12（1/3）2+（1/3）3]/12= （KN*m）MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96=+5*= （KNm）6251橫向框架活載匯總表層次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KNm（3）、對于第1層，q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNm同理，在屋面雪荷載的作用下：q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNq2== KN/mq2，== KN/m外縱墻線密度 [（2）+2*]/= KN/mP1=（+）+（+）+25= KNP2=（++）++25= KN集中力矩M1=P1e1=（）/2= KNq1=+= KN/mq1，=25=q和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。q1=25= KN/mq1，=25=q和q2，分別為屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。m邊柱N== KN中柱N== KN ②③⑦⑧軸線橫向框架彎矩圖（KN*m）②③⑦⑧軸線橫向框架梁剪力圖（KN） ②③⑦⑧軸線橫向框架柱軸力圖（KN）第五部分：豎向荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力計算（橫向框架內(nèi)力計算）一、計算單元的選擇確定：?、圯S線橫向框架進行計算，如下圖所示：，由于房間內(nèi)布置有次梁（bh=200mm400mm），故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示。m）M ui2（KN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。四、水平地震作用下框架內(nèi)力計算：框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vij*yh 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。查表得設(shè)防烈度為8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）==T1=，所以應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。（△u）k為第k層的層間側(cè)移。按式Ge=Gn+1（1+3h1/2/H）將突出房屋重力荷載代表值折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層，即：Ge=[1+3（5+）]=（KN）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。第二層：（1）、梁、柱橫梁：AB跨：300mm600mm 18根=BC跨：250mm400mm 9根=縱梁：819+63=882KN柱：類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體積（m3）數(shù) 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱36006506502536（2）、內(nèi)外填充墻重的計算：橫墻總重：縱墻：比較第二層縱墻與第一層的區(qū)別有：大廳：一層有鐵門二層A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有內(nèi)墻。第三部分：重力荷載代表值的計算一、資料準(zhǔn)備：查《荷載規(guī)范》可?。孩?、 屋面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值（上人）30厚細(xì)石混凝土保護層 22=三氈四油防水層 KN/m220厚礦渣水泥找平層 = KN/m2150厚水泥蛭石保溫層 5= KN/m2120厚鋼筋混凝土板 25= KN/m2V型輕鋼龍骨吊頂 KN/m2（二層9mm紙面石膏板、有厚50mm的巖棉板保溫層） 合計 KN/m2②、14層樓面：木塊地面（加防腐油膏鋪砌厚76mm） KN/m2120厚鋼筋混凝土板 25= KN/m2V型輕鋼龍骨吊頂 KN/m2 合計 KN/m2③、屋面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值：上人屋面均布活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 KN/m2樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 KN/m2屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 SK=urS0== KN/m2 （式中ur為屋面積雪分布系數(shù)）④、梁柱密度25 KN/m2蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊 二、重力荷載代表值的計算：第一層：（1）、梁、柱：類別凈 跨（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體 積（m3）數(shù) 量(根)單 重（KN）總 重（KN）橫梁650030060025171700250400259縱梁650030060025283500300600254類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體 積（m3）數(shù) 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱36007007002536（2）、內(nèi)外填充墻重的計算：橫墻：AB跨、CD跨墻：墻厚240mm，計算長度6500mm，計算高度3600600=3000mm。mm）2EcI0/l（Nmm）（Nn為驗算截面以上的樓層層數(shù)。本方案取1/127200=600mm，截面寬度取6001/2=300mm，可得梁的截面初步定為bh=300*600。柱網(wǎng)與層高：本辦公樓采用柱距為8m的內(nèi)廊式小柱網(wǎng)，邊跨為6m，如下圖所示：柱網(wǎng)布置圖 框架結(jié)構(gòu)承重方案的選擇：豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。遠(yuǎn)大集團綜合辦公樓結(jié)構(gòu)設(shè)計第一部分：工程概況建筑地點：遼寧省沈陽市建筑類型：五層辦公樓，框架填充墻結(jié)構(gòu)。地質(zhì)條件：經(jīng)地質(zhì)勘察部門確定，此建筑場地為二類近震場地，設(shè)防烈度為8度。梁、柱截面尺寸的初步確定：梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。g E 折算在單位建筑面積上的重力荷載代表值，可近似的取14KN/m2。計算過程：對于邊柱：N=βFg E n=146=（KN）Ac≥N/uNfc=103/（mm2）取500mm500mm對于內(nèi)柱：N=βFg E n=146=（KN）Ac≥N/uNfc=*103/（mm2）取500mm500mm梁截面尺寸（mm）混凝土等級橫梁（bh）縱梁（bh）AB跨、CD跨BC跨C30300600250400300600柱截面尺寸（mm）層次混凝土等級bh1C3050050025C30500500第二部分：框架側(cè)移剛度的計算一、 橫梁線剛度i b的計算：類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（Nmm）（N五、各層縱向側(cè)移剛度計算：同理，縱向框架層間側(cè)移剛度為：層次12345頂層∑Di（N/mm）1035634935623942398942398942398103102∑D1/∑D2=1035634/935623，故該框架為規(guī)則框架。 體積：= 重量：= 橫墻總重：++=縱墻：①②跨外墻：單個體積：[（）（2）] = m3數(shù)量：12總重：12=廁所外縱墻：體積：= m3總重：=樓梯間外縱墻：體積：= m3總重：=門衛(wèi)外縱墻：體積：=總重：=內(nèi)縱墻：單個體積：(*2) = 單個重量：=數(shù)量：12總重：12=廁所縱墻：單個體積：（）= 單個重量：=數(shù)量：2總重：2=正門縱墻：總重：（）=縱墻總重：++++++=（3）、窗戶計算（鋼框玻璃窗）：走廊窗戶：尺寸：1800mm2100mm自重： 數(shù)量：26 重量：26=辦公室窗戶：尺寸：1500mm2100mm自重： 數(shù)量：2重量：2= 總重：+=（4）、門重計算：木門：尺寸：1200mm2400mm自重：數(shù)量： 重量：=鐵門：尺寸：6500mm3000mm自重： 數(shù)量：重量：3*= 總重：+=（5）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）：面積：13++=（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=（+）+（819+63）++++++（+）=注：。頂端重力荷載代表值的計算：橫梁：2=縱梁：2=柱：4=橫墻：2=縱墻：（）+（）=木門：=窗：=樓板恒載、活載計算： 面積：= 恒載：=活載：=雪載：=由以上計算可知，頂端重力荷載代表值為G頂=G 恒+G活=++++++++(+) =集中于各樓層標(biāo)高處的重力荷載代表值G i的計算結(jié)果如下圖所示：第四部分：橫向水平荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算一、橫向自振周期的計算：橫向自振周期的計算采用結(jié)構(gòu)頂點的假想位移法。（△u）i為第i層的層間側(cè)移。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）676260057626004762600376260027295301923810T1= （uT）1/2=()1/2=(s)二、水平地震作用及樓層地震剪力的計算：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=。計算過程如下表：橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi（KN）∑D i（N/mm）（△u）i （mm）u