【文章內(nèi)容簡介】 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。 比較異同后，可得第二層縱墻總重為： +（）+（）+（） =+++ =（3）、窗戶計算（鋼框玻璃窗）： 第一類：尺寸：1800mm2100mm 自重： 數(shù)量：29 重量：29= 第二類：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：=（5）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）： 面積：+=（m2） 恒載：= 活載：=由以上計算可知，二層重力荷載代表值為G2=G 恒+G活=（+）+882++++ ++（+） =注：。第三層至第五層：比較其與第三層的異同，只有B④⑤、B⑤⑥不同，可得三到五重力荷載代表值為：G35=+（）=第六層重力荷載代表值的計算：橫梁：+= 縱梁：882KN 柱：計算高度：2100mm截面：650mm650mm數(shù)量：36總重：2536= 橫墻： 縱墻：（+）/2= 窗重： 木門重：門高2400mm，計算高度為門的1500mm以上，故系數(shù)а=（）/=3/8則木門重：3/8= 屋面恒載、活載計算： 恒載：= 活載：= 雪載：=由以上計算可知，六層重力荷載代表值為G6=G 恒+G活=（+882+）+++++ +（+） =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。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。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)移計算過程見下表，其中第六層的Gi為G6和Ge之和。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=。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準值FEkFEk=а1Geq = =（KN）==T1=，所以應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數(shù) δn=+=+= △F6== 各質(zhì)點橫向水平地震作用按下式計算： Fi=GiHiFEk（1δn）/（∑GkHk） =（KN）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為 Vi=∑Fk（i=1，2，…n）計算過程如下表：各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KNm）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）654321∑各質(zhì)點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖： （具體數(shù)值見上表）三、多遇水平地震作用下的位移驗算：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。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）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i /hi676260036001/2210576260036001/1225476260036001/899376260036001/747272953036001/639192381047001/999由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/6391/550，滿足規(guī)范要求。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框架柱的標準反彎點高度比。 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。下面以②③⑦⑧軸線橫向框架內(nèi)力的計算為例：各層柱端彎矩及剪力計算（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）676260017681576260017681476260017681376260017681272953017681192381025112例：第六層邊柱的計算： Vi1=17681（KN） y=y n=（m） （無修正） M bi1==（KN*m） M ui1=（）=（KN*m）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）676260027556576260027556476260027556376260027556272953027556192381029552梁端彎矩、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（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） V b=（M l b+ M r b）/ l Ni=∑（V l b V r b）k 具體計算過程見下表：梁端彎矩、剪力及柱軸力的計算層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N6 5 4 3 2 1 例：第六層： 邊梁 M l b= M u 6= KNmM r b=*（+）= KNm走道梁 M l b =M r b== KNm 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。計算單元范圍內(nèi)的其余樓面荷載則通過次梁和縱向框架梁以集中力的形式傳給橫向框架，作用于各節(jié)點上。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。二、荷載計算：恒載作用下柱的內(nèi)力計算：恒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6層，qq1，代表橫梁自重，為均布荷載形式。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。q2== KN/mq2，== KN/mPP2分別由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、次梁自重、樓板重等重力荷載，計算如下：P1=[（）2+（+）] ++25= KNP2=[（）2+（+）+（+）2/2] ++25= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm（2）、對于25層， 包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載，其它荷載的計算方法同第6層。 q1=+= 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。q2== 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 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm（3）、對于第1層，柱子為700mm700mm，其余數(shù)