【文章內(nèi)容簡介】 =6600mm，計算高度3600650=2950mm。 單跨重量：= 數(shù)量：11 總重：11= A、D縱墻：柱間墻計算長度7200600=6600mm，計算高度3600650=2950mm。 門窗面積005：=㎡ 006：=㎡ 窗墻比：A：(12+2 )/(7)= D：（2）/()= 墻重量：7[（）+（）]=664kN 窗重量：（26+2）= 總重：664+=邊橫梁下橫墻：柱間墻計算長度6900600=6300mm，計算高度3600650=2950mm。 總重：（4+12）=中橫梁下橫墻：柱間墻計算長度2700600=2100mm，計算高度3600450=3150mm。 總重：2=次梁下橫墻：柱間墻計算長度6900480=6420mm，計算高度3600500=3100mm。單跨重量：= 數(shù)量：8總重：8=二~五層 B、C縱墻：柱間墻計算長度7200550=6650mm，計算高度3600650=2950mm。 單跨重量：= 數(shù)量：12 總重：12=951kN A、D縱墻：柱間墻計算長度7200550=6650mm，計算高度3600650=2950mm。 門窗面積005：=㎡ 006：=㎡ 窗墻比：A：(12+2 )/(7)= D：（2）/()= 墻重量：7[（）+（）]= 窗重量：（26+2）= 總重：+=邊橫梁下橫墻：柱間墻計算長度6900550=6350mm，計算高度3600650=2950mm。 總重：（4+12）=中橫梁下橫墻：柱間墻計算長度2700550=2150mm，計算高度3600450=3150mm。 窗面積：2=㎡ 墻重量：（）=窗重量：=總重：+=次梁下橫墻：柱間墻計算長度6900480=6420mm，計算高度3600500=3100mm。單跨重量：= 數(shù)量：8總重：8= 玻璃幕墻自重：、㎡ 重量：= 重力荷載代表值集中于各樓層標高處的重力荷載代表值：計算結果:W樓板==W屋面板== kNW梁1 =246+246+++=W梁2~4 =++58+910+=W梁5 =++58+910+=W墻1=++++=W柱1 =W墻 =951+++++=W柱 =W女兒墻=（+）2=（按外墻計算） 50%Q活載=2=50%Q屋面活載==一層:G1=++1/2(+)+1/2(+)+=二~四層G1=++1/2(+)2+=五層G1=++1/2(+)++=見下圖： 各質點的重力荷載代表值 框架側移剛度計算 框架結構的側向剛度過小，水平位移過大，將影響正常使用；側向剛度過大，水平位移過小，雖滿足使用要求，但不滿足經(jīng)濟性要求。因此，框架結構的側移剛度宜合適，一般以使?jié)M足結構層間位移限值為宜。規(guī)范規(guī)定，按彈性方法計算的樓層層間最大位移與層高之比△u/h宜小于框架結構的層間位移角限值[△u/h]，即1/550。（h為層高）。（附：層間位移角限值的確定原則，一是保證主體結構基本處于彈性受力狀態(tài)。即避免混凝土墻、柱構件出現(xiàn)裂縫，同時將混凝土梁等樓面構件的裂縫數(shù)量、寬度和高度限制在規(guī)范允許范圍內(nèi)。二是保證填充墻、隔墻和幕墻等非結構構件的完好，避免產(chǎn)生明顯損傷。如果不滿足以上限制，則可增大構件尺寸或提高混凝土強度等級。）梁的線剛度ib=ECIb/lb。其中Ec為混凝土彈性模量；lb為梁的計算跨度；Ib為梁截面慣性矩，對本設計的現(xiàn)澆樓面， I0，樓梯間邊橫梁取I0 ，中橫梁取2I0 ，其中I0為梁矩形部分的截面慣性矩。柱的線剛度ic=EcIc/l，其中Ic維柱的截面慣性矩，h為框架柱的計算高度。柱的側移剛度D值按下式計算：D= αc12ic/h2式中αc為柱側移剛度修正系數(shù)，可從《混凝土結構設計》。、。類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm）l（mm）EcI0/l（Nmm）（Nmm）2EcI0/l（Nmm）BC、DE跨1043006501096900101010101010CD跨1043004501092700101010101010層次hc（mm）Ec（N/mm2）bh（mmmm）Ic（mm4）EcIc/hc（Nmm）1465010460060010910102～536001045505501091010各層橫向側移剛度計算 底層 邊框邊柱 邊框中柱k=（+）/=αc=(+)/(2+)= αc=(+)/(2+)=Di1=121010/46502 Di1=121010/46502 = =數(shù)量:4 4= 數(shù)量：4 4= 中框邊柱 中框中柱 K=(+)/= αc=(+)/(2+)= αc=(+)/(2+)= Di1=121010/46502 Di1=121010/46502 = = 數(shù)量:12 12= 數(shù)量:12 12= 二～五層 邊框邊柱 邊框中柱K=(+)/(2)= K=(+)2/(2)= αc=(2+)= αc=(2+)=Di1=121010/36002 Di1=121010/36002 =15370 =數(shù)量:4 153704=61480 數(shù)量：4 4= 中框邊柱 中框中柱K=(+)/(2)= K=(+)2/(2)=αc=(2+)= αc=(2+)=Di1=121010/36002 Di1=121010/36002 = =數(shù)量:12 12= 數(shù)量:12 12= ∑D1=+++=∑D25=61480+++= 橫向框架層間側移剛度層次12345Di （N/mm） ，=＞，故該框架為規(guī)則框架。 各層構件的線剛度 橫向水平荷載作用下框架結構的內(nèi)力和側移計算 橫向水平地震作用下框架結構的內(nèi)力和側移計算(1) 橫向自振周期計算 結構自振周期按頂點位移法計算，考慮填充墻剛度對于框架結構的影響，取折減系數(shù)ψT=，所以結構基本自振周期為T1 =ψT T1 = = 結構頂點的假想側移表 層號 Gi（kN） Vi（kN） Di（kN/m） δi/(m)Δi/(m)5 4 3 2 1 (2) 水平地震作用及樓層地震剪力作用本結構高度不超過40m，質量和剛度沿高度分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可才用底部剪力法計算框架水平地震作用。結構等效總重力荷載代表值：Geq=∑Gi=（+3+）=水平地震影響系數(shù):查表得二類場地近震特征周期值Tg=。 查表得設防烈度為7度的=1=(Tg/T1) =()=結構底部總剪力：FEk===因T1=，所以無需考慮頂部附加水平地震作用。各質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=∑Fi（i=1，2，…n）計算過程如下表： 各質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） GiH（kNm） GiHi/∑GjHj Fi（kN） Vi（kN）5 4 3 2 1 。 水平地震作用及樓層地震剪力分布圖(3) 水平地震作用下的位移驗算水平地震作用下框架結構的層間位移（△u）i和頂點位移ui分別按下列公式計算：（△u）i = Vi/∑Dij ui=∑（△u）k 各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震設計規(guī)范》，考慮磚填充墻抗側力作用的框架，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 /hi5 36001/32144 36001/16893 36001/12462 36001/10531 46501/1126由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/10531/550，滿足規(guī)范要求。（4）水平地震作用下框架內(nèi)力計算,各柱反彎點高度比按y=yn+y1+y2+y3確定,其中yn由《結構抗震設計》附錄C得,Vil=Dil/∑、 、本設計中需要修正底層柱和第2層柱。梁端彎矩、剪力及柱軸力分別由以下計算公式得：中柱處的梁 Ml b=il b（Mbi+1，j + M u i，j）/（il b+ ir b） Mr b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（il b+ i r b） 邊柱處的梁 M bj =Mbi+1，j + M u i，jV b=（Ml b+ Mr b）/ l Ni=∑（Vl b V r b）k計算過程見下表： 邊柱端彎矩及剪力計算層次Hi（m）Vi（kN）∑D ij（N/mm）邊 柱Di1（N/mm）Vi1（kN）ky（m）M bi1（kNm）M ui1（kNm）5 4 3 2 1 中柱端彎矩及剪力計算層次Hi（m）Vi（kN）∑D ij（N/mm）邊 柱Di2（N/mm）Vi2（kN）ky（m）M bi2（kNm）M ui2（kNm）5 4 3 2 1 梁端彎矩、剪力及柱軸力計算層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N5 4 3 2 1 水平地震作用下框架的彎矩圖、。 （a）水平地震作用下框架彎矩圖 （b）水平地震作用下梁端剪力及軸力圖 豎向荷載作用下框架結構的內(nèi)力計算