【文章內容簡介】 縱梁（bh）AB跨,CD跨BC跨1~5C35300600300500300500柱截面尺寸估算： 該框架結構抗震等級為二級，其軸壓比限值為[181。]=。各層的重力荷載代表值近似取12ｋN/m2。首層柱截面尺寸為： 邊柱 中柱 取方形柱，則邊柱及中柱的截面高度分別為251mm和291mm。根據上述計算結果并綜合考慮其他因素，本設計的柱截面尺寸如下： 1層 600mm600mm 2 ~5層 500mm500mm 基礎選用肋梁式筏板基礎?？蚣芙Y構計算簡圖見后圖21，22和23。其頂層住形心線作為框架柱的軸線，梁軸線取至板底，2~5層柱高度即為層高；底層柱高度從基礎頂面取至一層板底，++=。 圖21 建筑平面圖 圖22 結構平面布置圖 圖23 剖面圖3． 重力荷載計算 屋面（不上人）： 30厚細砼保護層 22= kN/m2 150厚水泥蛭石保溫層 5 = 三氈四油防水層 20厚水泥砂漿找 20= 120厚現澆混凝土結構層 25=3kN/m2 V型輕鋼龍骨吊頂 kN/m2 合計 2~5層樓面做法： 瓷磚地面（包括水泥粗砂打底） 120厚現澆混凝土結構層 3kN/m2 V型輕鋼龍骨吊頂 kN/m2 合計 kN/m2 屋面及樓面可變荷載標準值 樓面均布活荷載標準值 kN/m 雪荷載標準值 SK=181。rS0==表22 梁，柱重力荷載標準值 外墻體240mm厚粘土空心磚，一側為20厚抹灰，一側為水磨石墻面 +15+17=內墻為240mm厚粘土空心磚，兩側均為20厚抹灰 15+172=恒載：屋面：72=一層樓面：72+64=4104KN外橫墻： 底層（4+2）= 　標準層（4+2）=外縱墻： 底層（8+328+6）= 　標準層（40+2）=內橫墻：底層（）= 　標準層 n= 二層：： 四層：：內縱墻：底層（328+82）= 　標準層（n2）= 二層：： 四層：：樓板恒載及屋面恒載標準值屋面： 一層樓面：4104KN每扇門重：G門1= G門2= G門3= G門4 = 每扇窗重：G窗1= G窗2=活載樓梯及廁所324kNG1=+(+)+(+13 )+(+)+（+）=G2=++++++26+（++）+40+（+324）=同理得G3=G4=G5=計算結果見圖24. 　　 圖24 各質點重力荷載代表值 4． 框架側移剛度計算 表23 橫梁線剛度ib計算表類別Ec （N/mm2）bhmmmmI0mm4lmmEcI0/lNmmNmmNmm邊橫梁1041096000101010101010走道梁1041092400101010101010 表24 柱線剛度ic計算表層次hcEcbhIcEcIc/hc15100104600600101010102533001045005001091010根據梁柱線剛度比的不同，柱可分為中框架中柱和邊柱，邊框架中柱及邊柱，以及樓梯柱?，F以一層A5柱的側移剛度計算為例，說明計算過程，其余柱的計算過程從略，計算結果見表25.一層A5柱及與其相連的梁的相對線剛度如圖25所示圖25 A5柱及相連梁相對線剛度表 25 框架柱側移剛度計算表層數柱 （N/mm） （N/mm） 底層A 213621972112286755B 27940C 27940D 21362A28664622962B 30776C 29690D 21362A 286641426582B 30776C 30776D28664標準層A 20577 2529083021957B 42649 C 42649 D 20577 A 26220 885179B 52274 C 48457 D 20577 A 26220 1883869B 52274 C 52274 D 26220 橫向框架層間側移剛度 （N/mm）層次1234522867553021957302195730219573021957 ∑D1/∑D2=2286755/3021957=﹥，故該框架為規(guī)則框架。5． 橫線水平荷載作用下框架結構的內力和側移計算 （1）橫向自振周期計算計算過程見表26表26 結構頂點的假想側移計算層次Gi /kNVGI /kN5302195743021957330219572302195712286755= （2）水平地震作用及樓層地震剪力計算。本設計中，結構高度不超過40m，質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。結構總水平地震作用標準值： Tg= ， 所以考慮頂部附加水平地震作用 計算結果見表27 表27 各質點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi/mGi/kNGiHi/kNmFi/kNVi/kN54321 各質點水平地震作用及樓層剪力沿房屋高度的分布見圖26。圖26 橫向水平地震作用及樓層剪力 （3） 水平地震作用下位移驗算水平地震作用下的框架結構的層間位移和頂點位移計算過程見下表28。表中還計算了各層的層間彈性位移角。表28 橫向水平地震作用下位移驗算層次Vi /kNHi/mm52086302195733001/478344061302195733001/24633302195733001/18032302195733001/15141228675551001/1574由表28所示，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，其值位為1/15141/550,滿足彈性角限值要求，其中[]=1/550。( 4 )水平地震作用下框架內力計算 以圖22中軸線橫向框架內力計算為例，說明計算方法，其余框架內力計算從略。 各柱反彎點高度比,本設計底層柱需考慮修正值,第二層柱考慮修正值，其余柱無修正。查表得：中柱=,邊柱,.具體計算過程及結果見表29.表29 各層柱端彎矩及剪力計算層次Hi/mVi/KN∑Di/(N/mm)邊 柱Di1Vi1yMbi1Mui1520863021957440613021957