西安建筑科技大學(xué)-土木畢業(yè)設(shè)計-五層框架填充墻結(jié)構(gòu)辦公樓

1、 第 63 頁辦公樓設(shè)計第一章：工程概況1.1 設(shè)計原始資料: 1.1.1建筑地點：西安1.1.2建筑類型：五層辦公樓，框架填充墻結(jié)構(gòu)。1.1.3安全等級：二級1.1.4防火等級：二級1.1.5自然條件：標(biāo)準(zhǔn)凍結(jié)深度為1.2m,最大凍結(jié)深度為1.5m。1.1.6工程地質(zhì)條件：從自然地面向下，依次為人工填土1.5m；粉質(zhì)黏土3m，e=0.75,L=0.78,地基土承載力特征值為160kPa；粉質(zhì)黏土5m，e=0.81L=0.82，載力特征值為140kPa；第二層與第三層土的壓縮模量比為3。地表滯水距自然地面3.5m，無腐蝕性。場地為二類。1.1.7建筑介紹：建筑面積約5000平方米，樓蓋及屋蓋均

2、采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，樓板厚度取120mm，填充墻采用空心磚。1.2 建筑設(shè)計說明：1.2.1 一些主要建筑的做法：1. 屋面：30厚細(xì)石混凝土保護層 SBS改性瀝青卷材防水 20厚礦渣水泥找平層 80厚苯板保溫層 120厚鋼筋混凝土板 V型輕鋼龍骨吊頂（二層9mm紙面石膏板、有厚50mm的巖棉板保溫層） 2. 1-4層樓面：木塊地面（加防腐油膏鋪砌厚76mm） 120厚鋼筋混凝土板 V型輕鋼龍骨吊頂3.墻體：外墻采用240mm黏土空心磚，370厚，外墻包柱120mm，外墻面貼面瓷磚，內(nèi)墻為20mm抹灰,1：3水泥砂漿底，外墻涂料。內(nèi)墻采用240mm黏土空心磚，1：25水泥砂漿打底，兩側(cè)

3、均采用20mm厚抹灰。4廁所（從上到下）：瓷磚面磚20厚1：3水泥砂漿找平層30厚細(xì)石混泥土SBS改性瀝青卷材防水冷底子油一道20mm厚水泥砂漿找平 100厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土板抹灰15mm5基礎(chǔ)：采用鋼筋混凝土柱下獨立基礎(chǔ)。基礎(chǔ)埋深1.5m。1.3 .結(jié)構(gòu)設(shè)計說明及結(jié)構(gòu)體系描述： 框架結(jié)構(gòu)是多高層建筑中常采用一種主要的結(jié)構(gòu)形式?？蚣芙Y(jié)構(gòu)是由梁，柱，節(jié)點及基礎(chǔ)組成的一種結(jié)構(gòu)形式。框架結(jié)構(gòu)按照結(jié)構(gòu)布置的不同，主要分為橫向框架承重，縱向框架承重及雙向承重三種方案。橫向框架承重方案中，豎向荷載主要由橫向框架承擔(dān)，樓板為預(yù)制時應(yīng)沿橫向布置，樓板為現(xiàn)澆時一般設(shè)次梁將荷載傳至橫向框架。橫向框架還要承受橫向的水

4、平地震作用。在縱向框架承重方案中，豎向荷載主要由縱向框架承擔(dān)，預(yù)制樓板布置方式和次梁設(shè)置方向與橫向承重框架相反。雙向承重方案縱橫向均為主要受力方向。本工程為多層鋼筋混凝土框架填充墻結(jié)構(gòu)，采用雙向框架承重，梁、柱、基礎(chǔ)、樓板均為現(xiàn)澆。結(jié)構(gòu)體系確定后，結(jié)構(gòu)總體布置密切結(jié)合建筑設(shè)計進行，使建筑物具有良好的造型和合理明確的傳力路徑。1.4 材料：梁柱混凝土采用C30,鋼筋主筋采用HRB335級鋼筋；板、箍筋采用HPB235級鋼筋；墻體采用MU10空心磚，砌筑砂漿采用M5混合砂漿。1.5 主要參數(shù)及結(jié)構(gòu)計算方法： 1、結(jié)構(gòu)計算方法：平面框架是一個多次超靜定結(jié)構(gòu)，在豎向荷載作用下不考慮側(cè)移的影響，不考慮柱

5、子的壓縮變形，采用彎矩二次分配法。在水平荷載作用下采用D值法計算柱的側(cè)移。D值法是反彎點法的改進，它近似考慮了節(jié)點轉(zhuǎn)動對柱子側(cè)移與反彎點的影響。該工程的設(shè)計條件及指標(biāo)可不考慮豎向地震作用的影響，因此只計算水平地震作用的影響即可，采用底部剪力法。 2、主要參數(shù)：(1)地基承載力特征值f=160kN/，粘性土，覆蓋層厚度20m，由場地類別劃分表，屬二類場地。(2)根據(jù)抗震規(guī)范，本建筑物高度不超過40m,以剪切變形為主，且質(zhì)量和剛度沿高度變化比較均勻，可采用底部剪力法計算水平地震作用。 (3)本建筑高度為18m，設(shè)防烈度為七度，抗震等級為三級，結(jié)構(gòu)安全等級為二級，建筑防火等級為二級。(4)由于本建筑

6、物主要持力層范圍內(nèi)無軟弱土層，而且為一般民用框假結(jié)構(gòu)，按地基基礎(chǔ)規(guī)范設(shè)計時可不做地基變形計算。(5)為滿足建筑抗震要求，實現(xiàn)延性框架，設(shè)計中實現(xiàn)了強柱弱梁，強剪弱彎計算，強節(jié)點弱構(gòu)件由構(gòu)造實現(xiàn)，梁柱按彈性理論計算配筋。1.6 柱網(wǎng)與層高： 本辦公樓采用柱距為7.2m的內(nèi)廊式小柱網(wǎng)，邊跨為7.2m，中間跨為2.4m， 層高取3.3m。柱網(wǎng)布置如下圖：1.7梁、柱截面尺寸的初步確定： 1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案：縱向梁截面取1/10×7200=720mm，截面寬度取720×1/2.5=300mm，可得梁的截面初步定為b×h=300*720；橫

7、向梁截面高度取1/11×6600=600，截面寬度取600×1/2.5=240，可得梁截面初步定為b×h=250×600。2、框架柱的截面尺寸根據(jù)柱的軸壓比限值，按下列公式計算： (1)柱組合的軸壓力設(shè)計值N=*F*gE*n注：考慮地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)。F按簡支狀態(tài)計算柱的負(fù)載面積。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。n為驗算截面以上的樓層層數(shù)。(2)AcN/uNfc 注：uN 為框架柱軸壓比限值，本方案為二級抗震等級，查抗震規(guī)范可知取為0.8。 fc 為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，對C30，查得14.3N/m

8、m2。 圖1.1 柱網(wǎng)布置圖3、計算過程：對于邊柱：N=FgE n=1.3×（3.6×7.2）×14×5=2358.72（kN） AcN/uNfc=2358.72×103/0.8/14.3=206181.82（mm2） 取600 mm×600 mm 對于內(nèi)柱：N=Fg E n=1.25×（4.8×7.2）×14×5=3024（kN） AcN/uNfc=3024×103/0.8/14.3=264335.66（mm2） 取600 mm×600 mm表1.1 梁截面尺寸 （mm）混

9、凝土等級橫梁（b×h）縱梁（b×h）AB跨、CD跨BC跨C30250×600250×400300×720表1.2 柱截面尺寸 （mm）層次混凝土等級b×h1C30600×600第二章：框架側(cè)移剛度的計算2.1、 橫梁線剛度i b的計算：表2.1 橫梁線剛度i b類別Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）1.5 EcI0/l（N·mm）2 EcI0/l（N·mm）AB跨、CD跨3.0×104250×6004.5

10、0×10972001.88×10102.82×10103.76×1010BC跨3.0×104250×4001.33×10924001.66×10102.49×10103.32×10102.2、縱梁線剛度i b的計算：表2.2 縱梁線剛度i b類別Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N·mm）縱梁3.0×104300×7209.33×10972003.89×10102.3、柱線剛度i c的

11、計算：I=bh3/12表2.3 柱線剛度i c層次hc（mm）Ec（N/mm2）b×h（mm×mm）Ic（mm4）EcIc/hc（N·mm）153003.0×104600×6001.08×10106.11×10102-533003.0×104600×6001.08×10109.82×10102.4、各層橫向側(cè)移剛度計算： (D值法)D=c×12×c/²式中：D柱的側(cè)移剛度； c柱側(cè)移剛度修正系數(shù)，對不同情況查表 ，其中K表示梁柱線剛度比； c柱的線剛度，c

12、= Ec× Ic/c，Ic柱的截面慣性矩 框架柱的計算高度。表2.4 橫向側(cè)移剛度層次KcDi1KcDi22-50.2080.094101720.3600.1531655610.3080.38199450.5790.41810911D1=9945×20+10911×20 =417120D2=10171×20+16556×20=534560由此可知，橫向框架梁的層間側(cè)移剛度為：表2.5 橫向?qū)娱g側(cè)移剛度層次12345Di（N/mm）417120534560534560534560534560D1/D2=417120/534560=0.78>

13、0.7，故該框架為規(guī)則框架。第三章：重力荷載代表值的計算3.1、資料準(zhǔn)備：查荷載規(guī)范可?。骸?屋面永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值30厚細(xì)石混凝土保護層 22×0.03=0.66 kN/m2 SBS改性瀝青卷材防水 0.4 kN/m220厚礦渣水泥找平層 14.5×0.02=0.29 kN/m280厚苯板保溫層 5×0.15=0.75 kN/m2120厚鋼筋混凝土板 25×0.12=3.0 kN/m2V型輕鋼龍骨吊頂 0.25 kN/m2（二層9mm紙面石膏板、有厚50mm的巖棉板保溫層） 合計 5.35 kN/m2、1-5層樓面：木塊地面（加防腐油膏鋪砌厚76mm） 0

14、.7 kN/m2120厚鋼筋混凝土板 25×0.12=3.0 kN/m2V型輕鋼龍骨吊頂 0.25 kN/m2 合計 3.95 kN/m2、 屋面及樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值：屋面均布活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 2.0 kN/m2樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值 2.0 kN/m2屋面雪荷載標(biāo)準(zhǔn)值 SK=urS0=1.0×0.2=0.2 kN/m2 （式中ur為屋面積雪分布系數(shù)）、梁柱密度25 kN/m2蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊 kN/m23.2、重力荷載代表值的計算：1、第一層：（1）、梁、柱：表3.2 梁重計算表類別凈 跨（mm）截 面（mm）密 度（kN/m3）體 積（m3）數(shù) 量(根)單 重（kN）總

15、重（kN）橫梁6500250×600250.9752024.38487.51700250×400250.17104.2542.5縱梁6500300×720251.4043635.11263.6表3.2 柱重計算表類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（kN/m3）體 積（m3）數(shù) 量（根）單 重（kN）總 重（kN）首層柱4200600×600251.512403714802-5層柱3300600×600251.1884029.71188（2）、內(nèi)外填充墻重的計算： 一層內(nèi)橫墻：墻厚240mm，計算高度4200-600=3600mm。 （14

16、×7.2-2×1.6）×0.24×（4.2-0.6）×5.5=463.8 kN 門上部墻重：2×1.6×0.24×（4.2-2.1-0.6）=6.6 kN 一層內(nèi)橫墻重：463.8+6.6=470.4 kN 一層內(nèi)縱墻：（8×7.2+3-7×106-2×1.2-1.5-1）×0.24×（4.20-0.72）×5.5=204.6kN 門上部墻重：（7×1.6+2×1.2+1.5+1）×0.24×（4.2-0.72-2.

17、1）×5.5 =29.2 kN 一層內(nèi)縱墻重：204.6+29.2=233.8 kN 一層外縱墻重：（2×64.8-2×9×0.6-7.2）×0.37×（4.2-0.72）×5.5=790.3 kN 一層外橫墻重：2×（16.8-1.8-2×0.6）×0.37×（4.2-0.6）×5.5=195.5kN 窗戶與墻重量差的計算： 窗戶部分墻重：（1.6×2.115×0.37×20+2.1×2.1×0.37×14+1.2

18、×2.1×2×0.37）×5.5=273.4 kN 窗戶自重 （1.6×2.115×20+2.1×2.1×14+1.2×2.1×2）×0.4=53.8kN一層外墻總重：790.3+195.5+53.8-273.4=766.2 kN一層門重：（9×1.6+2×1.8+1.5+2×1.2+1）×2.1×0.15=7.5 kN（3）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）： 面積：16.8×64.8=1088.64（m2） 恒載：3

19、.95×1088.64=4300.1 kN 活載：2.0×1088.64=2177.3 kN由以上計算可知，一層重力荷載代表值為G1=G 恒+0.5×G活=（487.5+42.5+1263.6+1480×0.5+1118×0.5）×1.05+（470.4+233.8+766.2+7.5）×0.5+1198.4×0.5+4300.1+2177.3×0.5=9974 kN注：梁柱剩上粉刷層重力荷載而對其重力荷載的增大系數(shù)1.05。2、第二層：（1）、內(nèi)外填充墻重的計算：二層內(nèi)橫墻：墻厚240mm，計算高度33

20、00-600=2700mm。（18×7.2-1.5）×0.24×（3.3-0.6）×5.5+1.5×（3.3-0.6-2.1）×0.24×5.5=457.8 kN二層內(nèi)縱墻：（2×64.8-3.6-3-14.4×2-1.5-0.9-5×1-7×1.6）×0.24×（3.3-0.72）×5.5+（1.5+0.9+5×1+7×1.6）×（3.3-2.1-0.72）×0.24×5.5=269.5 kN二層門重：（

21、1.5+0.5+5×1+7×1.6）×2.1×0.15=5.9 kN二層外縱墻：（2×64.8-2×9×0.6-7.2）×0.37×（3.3-0.72）×5.5=585.9 kN二層外橫墻：2×16.8-0.6×2）×0.37×（3.3-0.6）×5.5=173.6 kN二層窗戶重量：147.52×0.4=59 kN窗戶與墻重量差：59-（147.52×0.37×5.5）=-241.2 kN內(nèi)墻及其門窗重量：457.

22、8+269.5+5.9=733.2 kN外墻及其門窗重量：585.9+173.6-241.2=465.2 kN由以上計算可知，二層重力荷載代表值為二層總重：（487.5+42.5+1263.8+1188）×1.05+465.2+（733.2+917.5）×0.5+4300.1+2177.3×0.5=9810 kN3、第三層：（1）、內(nèi)外填充墻重的計算：三層內(nèi)橫墻：墻厚240mm，計算高度3300-600=2700mm。（23×7.2-1-2×0.75）×0.24×（3.3-0.6）×5.5+（1+2×0.

23、75）×（3.3-0.6-2.1）×0.24×5.5=583.3 kN三層內(nèi)縱墻：（2×64.8-3.6-3-16×1.6-2×1-2×1.2-3×0.9-0.75+2.2）×0.24×（3.3-0.72）×5.5+（16×1.6+2×1+2×1.2+3×0.9+0.75）×（3.3-2.1-0.72）×0.24×5.5=322.6 kN三層門重：（16×1.6+2×1+2×1.2+3&

24、#215;0.9+0.75）×2.1×0.15=11.6 kN內(nèi)墻及其門窗重量：583.3+322.6+11.6=917.5 kN由以上計算可知，三層重力荷載代表值為三層總重：9810+（917.5+664.8）×0.5-（733.2+917.5）×0.5=9776 kN4、第四層：（1）、內(nèi)外填充墻重的計算：四層內(nèi)橫墻：墻厚240mm，計算高度3300-600=2700mm。（12×7.2）×0.24×（3.3-0.6）×5.5=307.9 kN四層內(nèi)縱墻：（2×64.8-3.6-3-11×1

25、.6-2×1）×0.24×（3.3-0.72）×5.5+（11×1.6+2×1）×（3.3-2.1-0.72）×0.24×5.5=350.7 kN四層門重：（11×1.6+2×1）×2.1×0.15=6.2 kN內(nèi)墻及其門窗重量：307.9+350.7+6.2=664.8 kN由以上計算可知，四層重力荷載代表值為四層總重：9810+（664.8+508.9）×0.5-（733.2+917.5）×0.5=9786 kN5、第五層：（1）、內(nèi)外填充墻

26、重的計算：五層內(nèi)橫墻：墻厚240mm，計算高度3300-600=2700mm。（13×7.2）×0.24×（3.3-0.6）×5.5=333.6 kN五層內(nèi)縱墻：（7.2×6-4.2-3×1-6×1.6）×0.24×（3.3-0.72）×5.5+（6×1.6+3×1）×（3.3-2.1-0.72）×0.24×5.5=171.3 kN三層門重：（6×1.6+3×1）×2.1×0.15=4 kN內(nèi)墻及其門窗重量

27、：333.6+171.3+4=508.9 kN（2）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）： 面積：16.8×64.8=1088.64（m2） 恒載：5.35×1088.64=5824.2 kN 活載：2.0×1088.64=2177.3 kN 雪荷載：0.2×1088.64=217.7 kN由以上計算可知，五層重力荷載代表值為G1=G 恒+0.5×G活(487.5+42.5+1263.8+1188) ×1.05×0.5+(465.2+508.9) ×0.5+5824.2+217.7+2177.3×0.

28、5=10181 kN 集中于各樓層標(biāo)高處的重力荷載代表值G的計算結(jié)果如下圖所示：圖3.1 重力荷載代表值G 第四章：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4.1、橫向自振周期的計算：基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1=1.7T （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。T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)，取0.6。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)。表4.

29、1 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）5101811018153456019.046304.766497861997653456037.352285.72397762974353456055.640248.368298103955353456073.992192.7281997449527417120118.736118.736T1=1.7T （uT）1/2 =1.7×0.6×(0.304766)1/2=0.563(s)4.2、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，

30、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：1、結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值GeqGeq=0.85Gi=0.85×（10181+9786+9776+9810+9974 ）=42098（NK）1、 計算水平地震影響系數(shù)1查表得二類場一區(qū)地近震特征周期值Tg=0.35s。查表得設(shè)防烈度為7度的max=0.081=（Tg/T1）0.9max =（0.35/0.563）0.9×0.08 =0.0518 3、結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEkFEk=1Geq =0.0518×42098 =2180.7（kN）因1.4Tg=1.4×0.35=0.49s<

31、T1=0.563s，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) n=0.08T1+0.01=0.08×0.563+0.01=0.055 F6=0.055×2180.7=119.9kN各質(zhì)點橫向水平地震作用按下式計算： Fi=GiHiFEk（1-n）/（GkHk）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4.2 。4.3、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e=（u）i/hi，根據(jù)抗震規(guī)范，考慮

32、磚填充墻抗側(cè)力作用的框架，層間彈性位移角限值e<1/550。計算過程如下表4.3 。表4.2 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（kN·m）GiHi/GjHjFi（kN）Vi（kN）518.510181188348.50.319659.609659.609415.29786148747.20.252521.0701180.678311.99776116334.40.197407.3451588.02428.6981084366.00.143295.6881883.71215.3997452882.20.090186.0622069.77

33、4590678.3表4.3 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）e=（u）i /hi5659.6095345601.23414.89633001/267441180.6795345602.20913.66233001/149431588.0245345602.97111.45333001/111121883.7125345603.5208.48233001/93812069.7744171204.9624.96253001/1068由此可見，最大層間彈性位移角發(fā)生在第二層，1/938<1/550，滿足規(guī)范要求。4.4、水

34、平地震作用下框架內(nèi)力計算：1、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（1-y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)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。 y2、y3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。表4.4 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（kN·m）M ui1（kN&#

35、183;m）53.3659.6095345601017212.5520.2080.114.5636.8643.31180.6795345601017222.4670.2080.2619.2854.8633.31588.0245345601017230.2180.2080.4140.8858.8423.31883.7125345601017235.8450.2080.6+0.182.8035.4915.32069.774417120994549.3480.3080.81-0.1185.775.84表4.5 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（

36、N/mm）Vi2（kN）kY（m）M bi2（kN·m）M ui2（kN·m）53.3659.6095345601655620.4290.3600.2315.5151.9143.31180.6795345601655636.5670.3600.3542.2378.4433.31588.0245345601655649.1830.3600.4573.0489.2623.31883.7125345601655658.3410.3600.55+0.1125.1467.3915.32069.7744171201091154.1410.5790.82-0.1206.680.352、梁

37、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4.6：表4.6 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N536.86 27.57 7.20 8.95 24.34 24.34 2.40 20.28 -8.95 -11.33 459.42 49.89 7.20 15.

38、18 44.06 44.06 2.40 36.72 -24.13 -32.87 378.12 69.83 7.20 20.55 61.76 61.76 2.40 51.47 -44.68 -63.79 276.37 74.58 7.20 20.97 65.85 65.85 2.40 54.88 -65.65 -97.7 1158.64109.13 7.20 37.1996.36 96.36 2.40 80.30 -102.84 -140.81 圖4.1 橫向框架彎矩圖第五章：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）5.1、計算單元的選擇確定：取軸線橫向框架進行計算，如下圖所示： 圖

39、5.1 荷載分布圖計算單元寬度為7.2m，由于房間內(nèi)布置有次梁（b×h=200mm×400mm），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。5.2、荷載計算：5.2.1、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：圖5.2各層粱上作用的橫荷載（1）、對于第5層，q1、q1，代表橫梁自重，為均布荷載形式。q1=0.25×0.6×25=3.75 kN/mq1，

40、=0.25×0.4×25=2.5kN/mq2、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=5.35×3.6=19.26 kN/mq2，=5.35×1.8=9.63 kN/mP1、P2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=（3.6×2.4/2）×2+（2.4+7.2）×2.4/2 ×5.35+3.75×7.2+0.2×0.4×25×7.2=127.55 kNP2=（3.6×2.4/2）&

41、#215;2+（2.4+7.2）×2.4/2+（2.7+3.6）×2×1.2/2 ×5.35+3.75×7.2+0.2×0.4×25×7.2=167.99 kN（2）、對于1-4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=4.5+0.24×2.48×5.5=7.16 kN/mq1，=0.25×0.4×25=2.5kN/mq2、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=3.95×3.6=14.22 kN/mq

42、2，=3.95×1.8=7.11 kN/m外縱墻線密度 （7.2×2.48-2.1×2.1×2）×0.37×5.5+2×2.1×2.1×0.4/7.2=5.08 kN/m P1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×3.95+（3.75+5.08）×7.2+0.2×0.4×25×7.2=139.93 kNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×3.95+7.16×7.2+

43、0.15×0.25×25×7.2=156.42 kN5.2.2、活載作用下柱的內(nèi)力計算： 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：圖5.3 各層梁上作用的活荷載（1）、對于第5層，q2=2.0×3.6=7.2 kN/mq2，=2.0×1.8=3.6 kN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 kNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0=49.68 kN同理，在屋面雪荷載的作用下：q2=0.4×3.6=1.44

44、 kN/mq2，=0.4×1.8=0.72 kN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×0.4=6.912 kNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×0.4=9.936kN（2）、對于第1-4層，q2=2.0×3.6=7.2 kN/mq2，=2.0×1.8=3.6 kN/mP1=（3.6×2.4+9.6×0.9）×2.0=34.56 kNP2=（3.6×2.4+9.6×0.9+6.3×1.2）×2.0

45、=49.68 kN5.2.3 、橫向框架恒載匯總M=Pe 其中e=(0.6-0.25)/2=0.175將計算結(jié)果匯總?cè)缦聝杀恚罕?.1 橫向框架恒載匯總表層次q1（kN/m）q1，（kN/m）q2（kN/m）q2，（kN/m）P1（kN）P2（kN）M1（kN·m）M2（kN·m）53.752.519.269.63127.55167.9920.3229.401-47.162.514.227.11126.75156.4222.1827.37表5.2 橫向框架活載匯總表層次q2（kN/m）q2，（kN/m）P1（kN）P2（kN）M1（kN·m）M2（kN·

46、m）57.2（1.44）3.6（0.72）34.56（6.91）49.68（9.94）6.05（1.21）8.69（174）1-47.23.634.5649.686.058.695.2.4、恒荷載作用下梁的內(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： 圖5.4 第5層恒荷載作用圖 等效于均布荷載與梯形、三角形荷載的疊加。=a/l=2.4/7.2=1/3（1）、對于第5層， -MAB=q1l21/12+q2l21（1-22+3） =3.75×7.22/12+19.26×7.22×1-2×（1/3）2+（1/3）3/12 =84 （kN*m）

47、-MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =2.5×2.42/12+5×9.63*2.42/96 =4.09 （kN·m）（2）、對于第1-4層， -MAB=q1l21/12+q2l21（1-22+3） =7.16×7.22/12+14.22×7.22×1-2×（1/3）2+（1/3）3/12 =81 （kN·m） -MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =2.5×2.42/12+5×7.11×2.42/96 =3.33 （kN·m）5.2.5、活荷載作

48、用下梁的內(nèi)力計算： 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：圖5.4 各層恒荷載作用圖對于第1-4層， -MAB=q2l21（1-22+3） =7.2×7.22×1-2×（1/3）2+（1/3）3/12 =25.34 （kN·m） -MBC= 5q2，l22/96 =5×3.6×2.42/96 =1.08 （kN·m）5.3、內(nèi)力計算：梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結(jié)構(gòu)和荷載均對稱，故計算時可用半框架，彎矩計算如下圖所示：圖5.5 永久荷載作用下彎矩分配圖5.6 永久荷載作用下框架彎矩圖5.7 可變荷載作用

49、下框架彎矩分配 圖5.8 可變荷載作用下框架彎矩圖5.4、梁端剪力和柱軸力的計算：1、恒載作用下：例：第5層：荷載引起的剪力：VA=VB=（19.26×4.8+3.75×7.2）/2 =59.72 kN VB=VC=（9.63×1.2+2.5×2.4）/2 =8.78 kN本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計。A柱： N頂=127.55+59.21=186.76 kN 柱重：0.6×0.6×3.3×25=29.7 kN N底= N頂+29.7=216.46 kNB柱： N頂=167.99+59.72+8.78=265.6

50、8 kN表5.3 恒載作用下梁端剪力及柱軸力 （kN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂N底N頂N底559.728.78186.76216.46235.98265.68459.97.27403.05432.75489.21518.91359.97.27619.27648.97742.37772.07259.97.27835.49865.19995.531025.23159.97.271064.851094.5512501279.702、活載作用下：例：第5層：荷載引起的剪力：AB跨：VA=VB=7.2×4.8/2=17.28 kN BC跨：VB=VC

51、=3.6×1.2/2=2.16 kN A柱：N頂= N底=34.56+17.28=51.84 kN B柱：N頂= N底=49.68+17.28+2.16=69.12 kN 5.4 活載作用下梁端剪力及柱軸力 （kN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂=N底N頂=N底517.282.1651.8469.12417.282.16103.68138.24317.282.16155.52207.36217.282.16207.36276.48117.282.16259.20345.605.5、框架梁的內(nèi)力組合：5.5.1、結(jié)構(gòu)抗震等級：根據(jù)抗震規(guī)范，本方案為

52、三級抗震等級。5.5.2、框架梁內(nèi)力組合：本方案考慮了三種內(nèi)力組合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35 SGk +1.0 SQk及1.2SGE+1.3SEk?？紤]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（調(diào)幅系數(shù)取0.8），以減少負(fù)彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。vb梁端剪力增大系數(shù)，二級取1.2。表5.4 各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整結(jié)果層次截面位置內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk(1)SEk(2)Re1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk1.35SGk +1.0SQk1.2SGk+1.4SQkReMmaxV=Revb（M lb +M rb）/ln +V Gb125AM-62.86 -19.02 36.86 -36.86 -29.34 -101.07 -103.88 -102.06 -103.88 87.26 V59.72 17.28 -8.95 8