【正文】 上的豎向荷載，進行計算。(《高規(guī)》底部加強部位剪力墻截面厚度不小于200mm)初步估算時，對于7度區(qū)，Ⅱ類場地Ac ， Af ，Aw 有如下關(guān)系 Ac/ Af（Ac+ Aw）/ AfAw/ Af7度區(qū)，Ⅱ類場地～～～注：表中Ac為框架柱總面積，Af為樓層面積，Aw為剪力墻截面面積Ac=20=5m2Af=18=315m2Ac/ Af=5/315=由另外兩式可確定 m2≤Aw≤ m2Hw=200㎜， ≤Lw≤剪力墻布置見圖。hc m2混凝土彈性模量Ec(KN/m2)層高(m)慣性距Ic(m2)Ic=EcIc/h(KNm)103Ib=2I0(m4)103ib=(KN表3框架D值計算層號層高柱KαIC12/h2D柱根數(shù)樓層D值樓層Cf13中框架中柱43中框架邊柱63邊框架中柱43邊框架邊柱42～53中框架中柱43中框架邊柱63邊框架中柱43邊框架邊柱463中框架中柱43中框架邊柱63邊框架中柱43邊框架邊柱47～113中框架中柱43中框架邊柱63邊框架中柱43邊框架邊柱4注：標準層 ，ac= 底層 ，ac= D=acic12/h2， cf =h總框架的剪切剛度取各層剪切剛度的加權(quán)平均值：Cf==[(+4++5) 104105kN二、剪力墻等效剛度計算根據(jù)初步布置剪力墻，計算每道剪力墻的等效剛度EIwi和總剪力墻剛度EIw剪力墻截面選擇剪力墻結(jié)構(gòu)的混凝土強度等級不應低于C20。底部加強部位不應小于200mm。翼緣有效寬度bf，計算剪力墻的內(nèi)力與位移時，可以考慮縱、橫墻的共同作用。每一側(cè)有效翼緣的寬度可取翼緣厚度的6倍，墻間距的一半和總高度的1/20中的最小值，且不大于至洞口邊緣的距離。剪力墻等效剛度的計算1)剪力墻Ｗ１等效剛度計算截面面積　　?。羨=+52++=截面形心 X0=（+53++）/ =截面慣性矩 Iw= 2+ +()2+53+5()2+(+)()2=截面形狀系數(shù) (T形截面) μ=等效剛度(15) EcIcq1===108 kN?m2 (611) EcIcq1== =108 kN?m22)剪力墻Ｗ２等效剛度計算截面面積　　　Ａw=++++=截面形心 X0=【++(++)】/=截面慣性矩 Iw=+ +53+++()2++(++)()2=截面形狀系數(shù)(T形截面) μ=等效剛度(15) EcIcq2== =107kN?m2 (611) EcIcq2== =107 kN?m2連梁的剛度a 框架與剪力墻連梁剛度(kl8) 只考慮連梁對剪力墻的約束彎矩，不考慮連梁對柱的約束彎矩。m2Cf==[(+4++5) 104105kNCb= ==105KN計算框剪剛結(jié)體系特征值* 將在后面的設計計算中所采用的三組公式寫在下面，以后并不羅列在水平荷載作用下，將本結(jié)構(gòu)體系簡化為框剪剛結(jié)體系均部水平荷載作用時的計算公式 = 【（）（1）+2（）】 11=【（）1】 12 [/Vo]= 【（+）（1）1】 23頂端水平集中荷載P作用時的計算公式 = 【（1）+】 31=【】 32[一、各部分重力荷載代表值計算如下屋面自重（+）18= KN每層梁自重（182+4+4+2）（25+217）+（2+4+24）（25+217）= KN柱自重3（25+174）24= KN剪力墻自重（253+172）（17+）= KN填充墻自重（+172）（12182）= KN衛(wèi)生間隔墻（+172）（44）= KN門窗自重（12+2）+（6++2）= KN陽臺254+252+（4+2+12）+172（12+4）= KN樓面210層 （+2）18= KN11層 （+2）18= KN女兒墻及突出屋面的小塔樓（2+182）+（253+172）（+）=320 KN各層重力荷載標準值計算結(jié)果列于下表表 4 Gj　、GE 及Geq值層號Gj(KN)質(zhì)點位置12（塔樓部分）320塔樓部分重心標高處11各樓層重心標高處101—9GE=Geq=33292二、結(jié)構(gòu)基本自振周期假想把集中在各層樓面處的重力荷載Gi視作水平荷載來計算結(jié)構(gòu)的質(zhì)點側(cè)移μT然后按式Ｔ１＝，為了方便計算，可把重力荷載簡化為均布水平荷載及頂點集中荷載Ｆ均布荷載q ： q=集中荷載Ｆ：　　　　　F=()+320=在均布荷載q作用下計算由總剪力墻單獨承受水平荷載時的頂點位移為ΔMo,1===相似的在集中荷載F作用下，頂點位移ΔMo,２＝=＝根據(jù)ξ=z/H=1,λ=－剪結(jié)構(gòu)在均布荷載作用下，以及在頂點集中荷載作用下的頂點位移系數(shù)y(1)/ ΔMo,1= y(2)/ ΔMo,２=框－剪結(jié)構(gòu)的假想頂點位移μＴ＝+＝得框－剪結(jié)構(gòu)自振周期為T1==三、相應于T1　的水平地震影響系數(shù)α１本工程屬Ⅱ類場地、7度設防烈度，地震分組為第一組，由表查得場地特征周期Tg=αmax=TgT3s, 則α1=βαmax=()=總地震力ＦEk=α1Geq==1798KN第i層樓面處的水平地震作用Fi= FEk=1798KN突出屋面的女兒墻及塔樓考慮鞭梢效應，放大系數(shù)為3，放大的2倍不向下傳遞。m)Fi(103KN)Vi(103KN)FiHi(103KNmV(2)(ξ)=V(2)0=F=232KNM0(2)=FH=23233=7656KN/ Vo (1)]和)值計算表層號標高Z(m)ξ=)m(ξ)=[ Vf(ξ)+ m(ξ)]=[Vf(ξ)+ m(ξ)]=[ Vf(ξ)+ m(ξ)]Vf(ξ)= [Vf(ξ)+ m(ξ)]=[ Vf(ξ)+ m(ξ)]=[ Vf(ξ)+ m(ξ)]而剪力墻的總剪力vw(ζ)=計算過程和計算結(jié)果如表表11橫向水平地震作用下總連梁m(ξ)、總框架剪力Vf(ζ)和總剪力墻剪力Vw(ζ)對總框架剪力Vf，設計時這些樓層的Vf 應取下兩式中的小值,max===1702= ， 表12Vf調(diào)整系數(shù)層號Vf(KN)放大系數(shù)原計算值應放大值43215此外，各層框架總剪力調(diào)整后，按調(diào)整后的數(shù)值計算柱、梁的剪力和彎矩，柱的軸力可不放大。原風荷載產(chǎn)生的基底剪力 V0=原風荷載產(chǎn)生的基底彎矩 M0= 折算梯形分布荷載的基底剪力 （）H折算梯形分布荷載的基底彎矩 折算后基底剪力和基底彎矩相等的條件是（）H=V0 = M0聯(lián)合解得：q1=二、橫向水平風荷載作用下主體結(jié)構(gòu)框——剪協(xié)同工作計算簡圖風荷載作用下的協(xié)同工作計算簡圖與地震作用下的計算簡圖相仿，僅荷載形式不同。四、風荷載在總框架和總剪力墻之間的分配 按折算的倒三角形荷載q 1計算懸臂剪力V（1）（ξ）及其基底剪力V0(1)=V(1)(0)和基底彎矩M（1）（0），按折算的均部荷載q2計算懸臂剪力V2（ξ）及其基底剪力V0（2）=V（2）（0）和基底彎矩M0（2）V(1)(ξ)=V0（1）（1ξ2）V0（1）=q1H/2=1/233=M0(1)=q1H2/3=1/3332=m由λ=，用分析水平地震作用的相同步驟計算風荷載內(nèi)力，計算過程和結(jié)果見表格。/Vo (1)/Vo (2)1233118311321028926823720617514411325371表21橫向風荷載作用下連梁分布約束彎矩mij計算表層號標高Cbm(ξ)KL4L1L1C12C12/ Cbm12(ξ)C21m12(ξ)C21/ Cbm21(ξ)111098765432111第四章 橫向框架在水平荷載作用下內(nèi)力 一 柱反彎點高度、反彎點高度比η=ηn+ηb+ηu+ηl式中ηn 規(guī)則框架受水平力作用時的標準反彎點高度比 ηb 上，下層橫梁線剛度比對ηn的修正值 ηu,ηl 上，下層高度變化對ηn的修正值取軸②柱計算η值如表表22軸②邊柱的η值（橫向）層號Kβαuαlηηηbηuη1111100101110091110081110071110061105111004111003111002111001—1——0表23 軸②中柱的η值（橫向）層號Kβαuαlηηηbηuη11111001011100911100811100711100611051110041110031110021110..5000..51—1——0二 梁柱彎距橫向地震作用下表24橫向地震作用下邊柱2A計算表層號層高Vci(KN)Vcih(KNm)11310393