高層辦公樓畢業(yè)設計電子計算書

第1章建筑設計1.1總體設計建筑物的設計即根據(jù)建筑物的功能，外墻材料，地理位置，周圍環(huán)境等情況，綜合考慮，達到美觀的效果。將來建筑周圍環(huán)境的地面鋪裝，花池，燈飾藝術品及植物搭配，都應統(tǒng)籌考慮，在借鑒西方現(xiàn)代環(huán)境布置的同時，亦考慮當?shù)乇旧淼牡赜蚣拔幕攸c。為創(chuàng)造一個良好舒適的環(huán)境，在基地內(nèi)布置適當?shù)木G化。1.2平面設計高層辦公樓按平面形式可分為外廊式、內(nèi)廊式、內(nèi)外廊結(jié)合式、復廊式等。按體形分為塔式、板式、條式、墻式等。每種形式都有其優(yōu)點，對于北方建筑宜采用內(nèi)廊式、板式外形。綜合以上因素，選擇了最終的平面布置。其平面簡單、柱網(wǎng)均勻、規(guī)則、結(jié)構(gòu)比較合理。功能分析：辦公樓按使用功能分為辦公室、會議室、輔助三部分，其中以辦公室部分為主。標準層中，所有辦公樓都分布于走廊兩側(cè)，采光通風良好，交通便利，電梯間設在人流較大部位。根據(jù)設計任務書中建筑總面積及各房間使用面積的要求，初步確定每層房間及面積、形狀、尺寸等，并確定與其他部分的關系。根據(jù)功能分析進行平面組合設計。1.3立面設計建筑外立面除墻面外，還有門窗、雨篷、檐口、勒腳、女兒墻、屋頂和墻上安裝設備（如外掛空調(diào)器）等，這些對象應分別加以考慮。與整個建筑的設計風格相一致，立面亦要求簡潔。建筑物的裙房為2層，主體部分為10層。整個建筑的分隔線條很少，給人以距離感。整個建筑莊嚴、穩(wěn)重、沒有繁雜的線條，外墻的裝飾材料選用的是淡藍色貼面瓷磚，這使整幢建筑給人以樸素的美感。1.4剖面設計根據(jù)任務書要求確定層數(shù)及各部分標高，如下：層數(shù)：10層；首層：；標準層：；室內(nèi)外高差：300mm；確定空間形狀，根據(jù)建筑物的使用功能要求，其剖面形狀應采用矩形。確定豎向組合方式。由于該建筑功能分區(qū)明確，各層房間數(shù)量與面積基本一致，因此采用上下空間一致的豎向組合方式即可。1.5交通防火設計在高層建筑中，垂直交通以電梯為主，在本建筑中設置了四部電梯，其中兩部是消防電梯兼作載客電梯，另兩部為客運電梯；還設置了兩部樓梯，每部電梯分別與一部樓梯共用一個前室。前室采用乙級防火門。房間的拐角處有防火器材。每個樓層可作為一個防火分區(qū)。建筑材料也選擇為非燃性和難燃性材料。1.6構(gòu)造設計本建筑采用現(xiàn)澆式框架結(jié)構(gòu)，主體總長度為m，10層；裙房高度為m，所以在主體與裙房之間設沉降縫，沉降縫在從基礎底面開始將房屋基礎、墻體、樓板、房頂?shù)葮?gòu)件豎向斷開?？p寬度為200mm。外圍護構(gòu)件縫內(nèi)要求填充保溫材料，同時要求根據(jù)縫的不同位置做好密封防水構(gòu)造。1.7樓電梯設計只做安全疏散用的樓梯采用封閉防煙樓梯，前室起到緩沖人流及隔斷人與火區(qū)域的作用，樓梯考慮采用疏散時的人流密度大，采用三股人流，樓梯寬度梯段取1.30m，平臺寬度為m。1.8交通與疏散內(nèi)部交通組織的目的是引導人們在最短的時間內(nèi)找到自己要找的房間或部門，而不是在路上耽誤過多的寶貴時間，以便提高人們的辦事效率。本設計充分利用走廊的良好向?qū)?，將各房間連接在一起，良好的導向性極大地方便了人們。樓梯、電梯等垂直交通工具，這些設施的合理布置對人員分流的作用十分明顯。將平時主要使用的兩部乘客電梯安排在主體中部主要入口的兩側(cè)，具有明顯的導向性；消防電梯作為緊急情況下的救生及滅火用交通工具，設置在緊靠大廳的、耐火等級高的材料砌成的封閉空間，也有利于人員的及時疏散和救援人員第一時間到達出事現(xiàn)場。為于邊側(cè)的樓梯設置為防煙樓梯，每兩部電梯共用一個防煙前室。1.9抗震分析本建筑7度抗震，因而須遵循以下原則：(1)選擇對建筑物有利的場地—中硬場地。(2)結(jié)構(gòu)設置在性質(zhì)相當?shù)牡鼗希捎脴痘?3)建筑的平立面布置，規(guī)則對稱，質(zhì)量和剛度變化均勻。(4)綜合考慮結(jié)構(gòu)體系的實際剛度和強度部位。(5)結(jié)構(gòu)構(gòu)件避免脆性破壞，實現(xiàn)強柱弱梁、強剪弱彎、強節(jié)點、強錨固。(6)非結(jié)構(gòu)構(gòu)件應有可靠的連接和錨固。第2章結(jié)構(gòu)設計2.1結(jié)構(gòu)方案選擇結(jié)構(gòu)方案的確定是整幢建筑物設計的關鍵，其包括三個方面：結(jié)構(gòu)形式、結(jié)構(gòu)體系、結(jié)構(gòu)布置。對于一幢十層的辦公樓采用框架結(jié)構(gòu)體系是完全合理的，也是十分經(jīng)濟的。平面設計中考慮了高層建筑對防火的要求,采用規(guī)則的矩形平面,裙房包圍主體,整個建筑平面力求對稱,體現(xiàn)了一種對稱美。為滿足功能要求，柱距采用×，中間走廊寬，柱距布置完全對稱。該辦公樓層高除底層為外，其它各層均為。對于主體與裙房的基礎類型，主體部分采用樁基礎，裙房采用柱下獨立基礎。2.2框架結(jié)構(gòu)承重方案的選擇豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，框架柱傳給樁基礎，最后由樁基礎傳至地基。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為縱橫向混合框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側(cè)移剛度。如圖2-1框架柱網(wǎng)布置圖，2-2框架結(jié)構(gòu)計算簡圖。2.3結(jié)構(gòu)基本尺寸的初步確定2梁板尺寸估算 梁估算的基本要求:在一般荷載總用下，滿足下列要求的梁，可不進行剛度計算?？蚣苤髁航孛娓叨萮b,可取(1／8—1／12)lb，且不小于400mm，lb為主梁的計算跨度。hb不宜大于1／4凈跨。主梁界面寬度bb不宜小于hb／4及bc／2，bc為柱子寬度，且不宜小于250mm。圖2-1框架柱網(wǎng)布置圖a)樓板平面荷載傳遞示意圖a)縱向框架組成的空間結(jié)構(gòu)a)橫向框架組成的空間結(jié)構(gòu)圖2-2框架柱網(wǎng)計算簡圖 1軸線與17軸線的主梁高可取(1／8—1／12)×6600=550—825，取梁高為600mm，主梁寬hb為350mm，350mm＞hb／4=150mm，且350＞700×0.5=350mm，和350mm＞250mm，故主梁截面定為350mm×600mm。 2軸線至16軸線，主梁截面取為300mm×600mm。 A軸與D軸，梁高(1／8—1／12)×7200=600—900（mm），取梁高為600mm，梁寬為350mm。 B軸線與C軸線梁高取為600mm，梁寬取為300mm。 次梁取為250mm×400mm。表2-1梁截面尺寸（mm）及各層混凝土強度等級層次混凝土強度等級橫梁（b×h）縱梁（b×h）次梁（b×h）`1軸、17軸2軸至16軸A、DB、C1C30350×600300×600350×600300×600250×4002~10C35350×600300×600350×600300×600250×400 樓板為現(xiàn)澆樓板取為120mm厚，采用C35混凝土。2.3.2本設計要求抗震設防烈度為7度，建筑高度H=33.6m＞30m?？蚣苤慕孛娉叽缫话愀鶕?jù)柱的軸壓比限制按下式估算：（2-1）=·（2-2）式中：N—柱組合的軸壓比設計值；F—按簡支狀態(tài)計算的柱的負載面積；—折算在單位建筑面積上的重力荷載代表值，可肯局實際荷載計算，可近似?。弧紤]地震作用組合后柱軸壓力增大系數(shù)，邊柱.取1.3，不等跨內(nèi)柱1.25，等跨內(nèi)柱取1.2；n—驗算截面以上樓層層數(shù)；—柱截面面積；—混凝土軸心抗壓強度設計值；—框架柱軸壓比限值，由《規(guī)范》得，一級、二級和三級抗震等級分別取0.7，0.8和0.9。 本框架結(jié)構(gòu)的抗震等級為二級，其軸壓比限值=0.8，各層重力荷載代表值近似取13KN∕㎡，由2-2a)圖可知邊柱、中柱和角柱的負載面積分別為： 角×××0.5=11.88㎡ 中柱：(+2)××(×2)×0.5=㎡×××2）×0.5=11.88㎡ 底層柱荷載： 角柱：=·×× 中柱：=·××10=5031KN 邊柱：=·×× 由以上計算知第一層柱截面面積為（取fc=14.3N∕；C30混凝土）： 角柱：AC角≥÷×取700×700=490000 中柱:AC中≥5031÷×14.3）=439772.72 取700×700=490000mm2 邊柱：AC邊≥÷×14.3）=351000取700×700=490000 驗證所取截面是否滿足要求： （1）hC=700mm＞400mm bC=700mm＞350mm（滿足要求） （2）柱凈高與截面邊長之比 3700÷700=5.28＞4（滿足要求）表2-2柱截面尺寸（mm）及各層混凝土強度等級層次混凝土強度等級b×h1C30700×7002-5C30600×6006-10C30500×5002.4荷載與荷載匯集2. 30厚細石混凝土保護層：2 三氈四油防水層：2 20厚1：3水泥沙漿找平層：2 150厚水泥蛭石保溫兼找坡：2 120厚鋼筋混凝土板：25×0.12=3kN/m2 V型輕鋼龍骨吊頂：2 合計：22. 瓷磚地面（包括30厚水泥沙漿打底）：0.55kN/㎡ 120厚鋼筋混凝土板：25×0.1=kN/㎡ V型輕鋼龍骨吊頂：5kN/㎡ 合計：kN/㎡2. 屋面均布荷載的標準值（上人）：2.0kN/㎡ 樓面活荷載標準值：kN/㎡ 門廳、走廊、樓梯活載標準值：2.5kN/㎡ 屋面雪荷載標準值：=1.0×0.3=0.30kN/㎡（2-3）—為屋面雪荷載分布系數(shù)取So—基本雪壓(kN/㎡)取基準期為50年的大慶市的基本雪壓取0.30kN/㎡Sk—雪壓荷載標準值(kN/㎡)2. 190mm厚的陶?；炷燎袎K填充墻:9=0.95kN/㎡ 墻面兩側(cè)各20mm的抹灰：17××2=0.68kN/㎡ 合計：1.63kN/㎡2. 300厚陶粒混凝土切塊填充墻：11×0.3=kN/㎡ 外墻面20mm厚水泥砂漿找平層：17×0.02=0.95kN/㎡ 50厚苯板保溫層：×0.05=kN/㎡ 外墻面貼墻面磚：kN/㎡ 內(nèi)墻面20厚M10混合砂漿：17×0.02=0.34kN/㎡ 合計：4.54kN/㎡2. 6mm厚水泥砂漿罩面：17×0.006=kN/㎡ 12mm厚水泥砂漿打底：17×0.012=kN/㎡ 300mm陶?；炷疗鰤K：11×0.3=kN/㎡ 20mm厚水泥砂漿找平：17×0.02=kN/㎡ 合計：kN/㎡2. 4mm厚面磚素水泥砂漿擦縫 3-4mm厚水泥膠合層 20mm厚1:3水泥砂漿找平層 厚聚氨酯三遍涂膜防水層 120mm鋼筋混凝土樓板2. 采用水泥砂漿防潮層 20mm厚1:2水泥砂漿摻5%避水漿（位置）2. 采用水磨石踢腳，臺度 10mm厚1：2水泥白石子磨光打蠟 12mm厚1：3水泥砂漿打底2.板式樓梯取1m寬板作為計算單元，踏步面層為陶瓷地磚面層，底面為20mm厚的砂漿混凝土抹kN/m，考慮到樓梯充當消防樓梯，所以荷載標準值qK,混凝土為C20（=N/mm2,=N/mm2）,鋼筋為HPB235級（fy=210N/mm2）。本工程中采用雙跑樓梯，樓梯的開間為3.6m，一層層高為3.9m，設計為等跑樓梯，每跑均為13級踏步,12個踢面，踏步尺寸為300mm×150mm，中間休息平臺尺寸為2000mm×3600mm。（1）梯段板取1m寬板作為計算單元，板厚按l0/30-l0/25估算，則對于第一層：h=l0/30=÷30對于2-10層：h=l0/30=÷一層取梯段板厚度150mm，2-10層取梯段板厚度130mm。陶瓷地磚面層：×（0.3+0.15）=0.248kN/㎡三角形踏步：×××25=1.875kN/㎡混凝土斜板： 1層：25××kN/㎡2-10層：25××4.36=14.17kN/m2板底抹灰：17××4.36=1.48kN/㎡ 金屬欄桿：1×÷kN/㎡ 恒載標準值合計：一層：19.99kN/㎡ 2-10層：17.833kN/㎡ 活載標準值合計：3.5kN/㎡ 總荷載設計值：一層：××3.5=28.88kN/㎡ 2-10層：××kN/㎡（2）平臺板 取1m寬板作為計算單元，板厚取120mm，則 陶瓷地磚面層：0.55kN/㎡ 120mm×25=3.00kN/㎡ 板底抹灰20mm×1kN/㎡ 恒載設計值合計：gk=3.89kN/㎡活載標準值合計：qk=3.50kN/㎡總荷載設計值：××3.5=9.57kN/㎡（3）平臺梁自重： 平臺梁的截面高度h≥l0/12=3600÷12=300，故取平臺梁的尺寸為500mm×300mm。 梁自重：25×（0.5-0.12）× 梁側(cè)粉刷：17×2××（0.5-0.12）=0.26KN/m 恒載標準值合計：1.9+0.26=2.16KN/m 總荷載設計值：××3.5=7.492KN/m 樓梯荷載總重： 1層：2××××2×3.26）=275.43KN 2-10層：2××××2×3.26）=258.60KN2.（1）柱的重力荷載代表值××25× 2-5層：××25×××25×（2）樓梯構(gòu)造柱××25×5=20KN××25×（3）柱的自重匯總 1層：××××4=1122KN××2.（1）橫梁：1-10層：1軸與17軸：×××2×2軸至16軸：15××××1-10層合計：（2）縱梁： 1-10層： A軸及D軸:×××8×2× B軸及C軸：×××8×25× 合計1-10層：（3）過梁：×××14×2門窗重力荷載計算木門單位面積重力荷載為0.2kN/m2，鋁合金門窗單位面積重力荷載取0.4kN/m2，防火門采用鋼門重力荷載為0.45kN/m2。(1)首層:×1××2××2×6+1××2）××2××2×2）×××××××5）××2××2×1）×××××××5）×0(2)2層：×1××2××2×3）××2×10）×××25+1××××××1）× 合計：23.76KN+36.072KN=59.832KN（3）3-10層： ×1××2××2×3）××2+1.2×2)×××××××××2）×2墻的重力荷載計算（1）底層 外墻：A軸：[×××××（3.9-0.6）×9]×eq\o\ac(○,1)軸及eq\o\ac(○,17)軸：[×（3.9-0.6）-1××（3.9-0.6）×4]××D軸：[××××2××（3.9-0.6）×4]×內(nèi)墻：B軸：[××2××2××（3.9-0.6）×9]×C軸：[××2××2××]××（3.9-0.6）×22×（2）二層 外墻 A軸：[××××（3.9-0.6）×9]× eq\o\ac(○,1)軸和eq\o\ac(○,17)×（3.9-0.6）-1××（3.9-0.6）×4]×× D軸線：[5×××××××(3.9-0.6)×9]× 內(nèi)墻××2××2××（3.9-0.6）×9]×××2××2××（3.9-0.6）×9]××（3.9-0.6）×23× 合計：（3）三層至十層： 外墻××××（3.9-0.6）×9]× eq\o\ac(○,1)軸和eq\o\ac(○,17)×（3.9-0.6）-1××（3.9-0.6）×4]×××××××9]×4 內(nèi)墻 C××2××2×××9]× ××2××2×××9]× ×(3.9-0.6)×24×24 7××2屋面荷載計算××2. ×××××2.荷載集中:整幢房屋集中于樓蓋及屋蓋處的重力荷載代表值（標準值），為恒荷載與50%活荷載之和，即本層樓蓋自重，50%活載以及上下各半層墻重之和，它集中在該層樓（屋）蓋標高處。G=樓（屋）蓋自重（含50%活載，屋蓋為50%雪載）+梁重+外墻重×（需去掉門窗洞口，加上門窗自重）+柱重+內(nèi)墻重。上式中，頂層需加上女兒墻重，內(nèi)外墻及柱重需算上層一半，下層一半，單位為kN?！粒ā粒?547.3+4+1122=KNG3=G4=G5…=G9=×（44+7+）+5+258.6=11KN×各質(zhì)點重力荷載代表值簡圖如下：圖2-3各質(zhì)點重力荷載代表值2.5橫向框架側(cè)移剛度計算2.橫向側(cè)移剛度 梁的線剛度，其中為混凝土彈性模量,為梁的計算跨度,為梁截面的慣性矩（對現(xiàn)澆樓面可近似取為：中框架梁,邊框架,其中為矩形部分的截面慣性矩），計算過程見表2-3。柱的線剛度，其中為柱的截面慣性矩，為框架柱的計算高度,計算過程見表2-4。表2-3梁線剛度的計算層次類別彈性模量1邊橫梁3×1043506006.6×1010×1010中橫梁3×104300600×1010×10102-10邊橫梁×104350600×1010×1010中橫梁3.15×104300600×1010×1010表2-4柱線剛度的計算層次150003×104700×7002×1010×10112-533003×104600×600×1010×10106-1033003×104500×500×1010×1010中框架邊柱邊梁的示意圖2-4如下所示柱的側(cè)移剛度D值按下式計算:(2-4)式中:柱側(cè)移剛度修正系數(shù)。對于底層柱=（+0.5）/（+2.0）(2-5)對于一般層柱=/（+2.0）(2-6)根據(jù)梁柱線剛度比的不同,本設計中的柱可分為中框架中柱和邊柱、邊框架中柱和邊柱。（1）底層柱的側(cè)移剛度計算圖2-4中框架邊柱邊梁的線剛度示意圖（×1010）中框架邊柱：中框架中柱：邊框架邊柱：邊框架中柱：（2）二層柱側(cè)移剛度計算中框架邊柱：中框架中柱：邊框架邊柱：邊框架中柱：（3）3-5層柱的側(cè)移剛度計算邊框架邊柱：邊框架中柱：中框架邊柱：中框架中柱：（4）6-10層邊框架邊柱：邊框架中柱：中框架邊柱：中框架中柱：表2-5各層框架柱側(cè)移剛度D（）層次邊框架中框架合計邊柱數(shù)邊柱D值中柱數(shù)中柱D值邊柱數(shù)邊柱D值中柱數(shù)中柱D值1420736431680142246414351361016064241943841414572343-54414146-104165734331461414由表可知∑D1∕∑D2＞，故該框架為規(guī)則框架。2.6縱向框架側(cè)移剛度計算 縱向框架側(cè)移剛度的計算方法與橫向框架相同，柱在縱向的側(cè)移剛度除與柱沿縱向的截面特性有關外，還與縱向梁的的線剛度有關，縱向框架的側(cè)移剛度一定滿足要求，計算過程省略。2.7橫向水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)力計算2橫向自振周期計算對于質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻的框架結(jié)構(gòu),其基本自振周期(s)可按下式計算:(2-7)式中:計算結(jié)構(gòu)基本自振周期用的結(jié)構(gòu)頂點假想位移(m),即假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值作為水平荷載而算得的結(jié)構(gòu)頂點位移；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),框架結(jié)構(gòu)。對于屋面帶突出屋頂間的房屋，應取主體結(jié)構(gòu)頂點的位移。突出間對主體結(jié)構(gòu)頂點位移的影響，可按頂點位移相等的原則，將其重力荷載代表值折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層,即按公式將G13折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層。屋面突出屋頂間的重力荷載可按下式計算：（2-8） 即：Ge=290.19×（1+1.5×500÷33600）式中：H為主體結(jié)構(gòu)計算高度。對框架結(jié)構(gòu)，式（3-7）中的可按下式計算：=（2-9）（2-10）(2-11)式中：－集中在k層樓面處的重力荷載代表值；－把集中在各層樓面處的重力荷載代表值視為水平荷載而得的第i層的層間剪力；－第i層的層間側(cè)移剛度；－分別為第i、k層的層間側(cè)移；－對于屋面帶突出屋頂間的房屋應取主體結(jié)構(gòu)頂點的位移，突出間對主體結(jié)構(gòu)頂點位移的影響可按頂點位移相等的原則，將其重力荷載代表值折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層；結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移由式（2-9）－（2-11）計算。計算過程見表2-6，其中第10層的為G10和G9之和。按式（2-7）計算基本周期，其中的量綱為m，取，則1.7×0.6×計算結(jié)構(gòu)基本自振周期用的結(jié)構(gòu)頂點假想位移（m），即假想把集中在各屋樓面處的重力荷載代表值作為水平荷載而算得的結(jié)構(gòu)頂點位移；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)，框架結(jié)構(gòu)?。槐?-6結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算層次109466.18765432110160642.7.2多自由彈性體系在水平地震作用下可采用底部剪力法和陣型分解反應普法求得，對于高度不超過40米的，質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻、變形以剪切型為主的建筑，可采用底部剪力法。本設計建筑高度為米，故可采用底部剪力法。采用底部剪力法時，各樓層可僅取一個自由度，結(jié)構(gòu)的水平地震作用，應按下式確定：（2-12）（2-13）（2-14）式中：結(jié)構(gòu)水平地震作用標準值；相應于結(jié)構(gòu)基本自振周期的水平地震影響系數(shù)；根據(jù)地震影響系數(shù)α曲線確定；結(jié)構(gòu)等效總重力荷載，單質(zhì)點應取總重力荷載代表值，多質(zhì)點可取總重力荷載代表值的85%；質(zhì)點i的水平地震作用標準值；，分別為集中于質(zhì)點i，j的重力荷載代表值；，分別為質(zhì)點i，j的計算高度；頂部附加水平地震作用系數(shù)；頂部附加水平地震作用。結(jié)構(gòu)總水平地震作用標準值按式（2-12）~（2-14）計算，即（++7+）=kN根據(jù)建筑材料，該建筑抗震防烈度為7度，由于設計地震分組為第二組，II類場地，可由《建筑抗震設計規(guī)范》查得特征周期值=0.4s，=＜s﹤5Tg=5×0.4=2s，故（2-15）式中：地震影響系數(shù)曲線的阻尼調(diào)整系數(shù)，按采用；衰減系數(shù)，應取；地震影響系數(shù)最大值，由《建筑抗震設計規(guī)范》查得7度多遇地震時取。因此，可求得因為0.4=0.56s<T=s，所以應考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數(shù)，由《建筑抗震設計規(guī)范》知：當時，s各質(zhì)點的水平地震作用計算如下： 各樓層地震剪力可按下式計算:（2-16）式中：作用在k層樓面處的水平荷載（水平地震作用或風荷載）。與計算結(jié)果見表2-7。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2-5。2水平地震作用下的位移計算水平荷載作用下的框架結(jié)構(gòu)的位移可用D值法計算。框架層間位移及結(jié)構(gòu)頂點位移u分別按下式計算：（2-17）（2-18）計算過程見表2-8,表中還給出了各層的層間彈性位移角(2-19)多遇地震作用下抗震變形驗算,其樓層內(nèi)的最大彈性層間位移應符合：(2-20)式中：多遇地震作用標準值產(chǎn)生的樓層內(nèi)最大的彈性層間位移；彈性層間位移角限值，由《建筑抗震設計規(guī)范》查得鋼筋混凝土框架彈性層間位移角限值為1/550。表2-7各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓蓋地震剪力計算表層次1041089827654321水平地震作用分布（b）層間剪力分布圖2-5橫向水平地震作用及樓層地震剪力表2-8橫向水平地震作用下的位移驗算層次/kN/mm/mm/mm100.6233001/532391.2233001/2705811.7033001/19417233001/1557622.512.9133001/132051.4033001/235741.5233001/217131.6233001/203722.4633001/1341110160643.4150001/1466 由表可見，最大彈性位移角發(fā)生在第6層，其值為1∕1320＜1150（滿足要求）2橫向地震作用下框架內(nèi)力計算 框架柱端剪力及彎矩按下列各式計算：=×/（2-21） 式中：—第i層j根柱所分配的地震剪力 —第i層樓層剪力的計算 —第i層j根柱的側(cè)移剛度 —第i層所有各柱側(cè)移剛度之和 確定反彎點的高度y： y=（2-22）－框架柱的反彎點高度比；－框架柱的標準反彎點高度比；－上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值；，－上下層高變化時反彎點高度比修的正值。計算柱端彎矩MC由柱端剪力Vij和反彎點高度y：上端：=×（h-y）（2-23）下端：=×y(2-24)計算梁端彎矩可按節(jié)點彎矩平衡條件，將節(jié)點上下柱端彎矩之和按左、右梁的線剛度比列分配（2-25）（2-26）計算梁端剪力Vb根據(jù)梁的兩端彎矩（2-27）計算軸力邊柱軸力為各層梁端剪力按層疊加，中柱軸力為柱兩側(cè)梁端剪力之差，亦按層疊加。下列計算均假設為左震，右震時結(jié)構(gòu)與其相反（省略）。以平面布置圖中⑨軸線橫向框架內(nèi)力計算為例。

圖2-6⑨號軸線橫向框架的水平左震柱端剪力的計算過程圖2-7⑨號軸線橫向框架的水平左震作用下的彎矩圖圖2-8⑨號軸線橫向框架的水平左震作用下梁端剪力及柱的軸力圖2.8橫向風荷載作用下框架內(nèi)力計算2風荷載標準值垂直于建筑物表面上的風荷載標準值，應按下述公式計算：（2-28）式中：風荷載標準值（）；風荷載體型系數(shù)；風壓高度變化系數(shù)；基本風壓（）,大慶風荷載50年平均。高度z處的風振系數(shù)，可按下式計算：（2-29）式中：第i層層高；建筑總高度；動力系數(shù);脈動影響系數(shù)?；撅L壓=0.55kN/m，由《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》查得（迎風面）和（背風面）。B類地區(qū)，H/B=3/=。由表查得。 由查得=1.31（2-30） 即仍取平面結(jié)構(gòu)布置圖中⑨軸線的橫向框架，其負載寬度為，故沿房屋高度的分布荷載標準值為。（2-31）根據(jù)各樓層標高處的高度Hi差得及，代入上式可得各樓層標高處的高度H查取及，代入上式可得各樓層標高處的,見表2-9，沿房屋高度的分布如圖2-8所示。表2-9沿房屋高度分布的風荷載標準值層次Hi/mHi/H(z))(z))10987654321《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》規(guī)定，對于高度大于30m且高寬比大于的房屋結(jié)構(gòu)，應采用風振系數(shù)來考慮風壓脈動的影響。本設計中房屋高度34.7m>30m，且。因此，該房屋應考慮風壓脈動系數(shù)的影響。由表2-9可見沿房屋高度范圍變化，即風壓脈動的影響大，因此該房屋應考慮風壓脈動的影響。框架結(jié)構(gòu)分析時，應按靜力等效原理將圖2-8中沿房屋高度分布的風荷載轉(zhuǎn)化為節(jié)點集中荷載，如圖2-9中所示。 F1=（）×5×0.5+[(3.64-3.45)+(2.28-2.16)]×3.3×0.5÷3+（）F2=（）÷3+[（）+（）F3=（）×3.3×0.5+[(4.48-3.95)+(2.8-2.47)]×3.3×0.5÷3+[（）+（）F4=（）×3.3×0.5+[(4.87-4.48)+(3.04-2.8)]×3.3×0.5÷3+[（）+（）]F5=（）×3.3×0.5+[(5.31-4.87)+(3.32-3.04)]×3.3×0.5÷3+[（）+（）F6=（+++）×3.3×0.5+[(5-)+(-)]×3.3×0.5÷3+[（-）+（-）]×3.3×0.5×2÷3=KNF7=（）×3.3×0.5+[(-)+(-)]×3.3×0.5÷3+[（-）+（-）]×3.3×0.5×2÷3=KNF8=（）×3.3×0.5+[(6.34-6.03)+(3.96-3.77)]×3.3×0.5÷3+[（）+（）F9=（）×0.5+[(6.7-6.34)+(4.19-3.96)]×3.3×0.5÷3+[（）+（）F10=（）×3.3×0.5+(6.7+4.19)×3.3×0.5÷3+[（）+（）圖2-9⑨軸線框架左風來時風荷載沿房屋高度的分布（單位：kN/m）圖2-10⑨軸線框架左風來時風荷載沿房屋高度的等效節(jié)點集中荷載（單位：kN/m）2風荷載作用下水平位移的驗算 根據(jù)圖2-9所示的水平荷載，由式:（2-32）計算層間剪力，然后依據(jù)表2-5求出⑨軸線框架的層間側(cè)移剛度，再按式（2-33）（2-34）計算各層的相對側(cè)移和絕對側(cè)移，計算過程見表2-10。表2-10風荷載作用下框架層間剪力及側(cè)移計算層次101/7857191/4342181/3055571/2374161/1976051/3437541/3055631/2796621/1764711/18248由表可知，風荷載作用下框架的層間位移角為1/19760遠小于1/550，即滿足要求。2風荷載作用下框架內(nèi)力計算 風荷載作用下框架內(nèi)力的計算過程與水平地震作用下的相同，以橫向框架計算為例。（⑨軸線橫向框架左風來時的內(nèi)力）。圖2-11⑨軸線框架左風來時柱端剪力計算過程（單位：kN）圖2-12⑨軸線框架左風來時柱彎矩圖（單位：kN·m）圖2-13⑨軸線框架左風來時梁端剪力與柱軸力圖（單位：kN）2.9豎向荷載作用下框架內(nèi)力計算2橫向框架內(nèi)力計算2.1計算單元對橫向框架進行計算，計算單元寬度為，如圖2-13所示。由于房間內(nèi)布置有次梁，故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影線所示，計算單元范圍內(nèi)的其余樓面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。由于某些縱向梁框架梁的中心線與柱的中心線不重合，因此在框架上還有集中力矩。樓面荷載為均勻分布，則可以從相鄰柱距中線截取計算單元，如圖2-13所示，框架承受的荷載為計算單元范圍內(nèi)的荷載，對現(xiàn)澆樓面結(jié)構(gòu)作用在框架上的荷載可能為集中荷載，均布荷載，三角荷載，梯形荷載以及力矩等，如圖2-14所示。圖2-14⑨橫向框架計算單元2.2荷載計算（1）恒載作用下內(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2-15各層梁上作用的恒載 在圖2-14中，和代表橫梁自重，為均布荷載形式。 對于第10層：=0.60.325=kN/m（2-35）=0.60.325=kN/m（2-36）和分別為房間和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載，由圖2-13所示的幾何關系可得：=5.46×3.6（2-37）=5.46×16kN/m（2-38）、分別為由邊縱梁，中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括梁自重，樓板重和女兒墻等的重力荷載，計算如下：集中力矩：對2-9層，包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載，其它荷載計算方法同第9層，結(jié)果為：=+×(3.3-0.6)=kN/m=4.5kN/m=×3.6=kN/m=×1=3.3kN/m 集中力矩：對于1層，包括梁自重和其上橫墻自重，為均布荷載，其它荷載計算方法同第9層，結(jié)果為：=4.5kN/m=3.3×1=3.3kN/m 集中力矩：（2）活載作用下內(nèi)力計算 活載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示圖2-16各層梁上作用的活載對于第10層=2.0×2=4KN/m集中力矩：mm同理，在屋面雪荷載作用下：=3.6×0.3=1.08kN/mmm對于2-9層：=2×(0.6-0.35)×1/2==×(0.6-0.35)×1/kN.m對于1層：=3.6×2=7.2kN/m=2.0×2.5=5.0kN/m=2×(0.7-0.35)×1/2=kNm=×(0.7-0.35)×1/2=kNm將以上結(jié)果匯總，見表2-11和表2-12。表2-11橫向框架恒載匯總表層次1019.66612-91表2-12橫向框架活載匯總表層次//////10410(雪)00.230.482-97.25.022.585.3317.25.0注：表中括號內(nèi)數(shù)值對應于屋面雪荷載作用情況。2.2荷載計算 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，故計算時采用半榀框架。彎矩計算過程如圖2-16，所得彎矩圖如圖2-19與圖2-20。梁端剪力可根據(jù)梁上豎向荷載引起的剪力與梁端彎矩引起的剪力相疊加而得。柱軸力可由梁端剪力和節(jié)點集中力疊加得到。計算柱底軸力還需考慮柱的自重，如表2-13和表2-14所列。(1)恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：圖2-17各層恒荷載作用圖M=M3+M4（2-39） AB跨:均布=-l2÷12（2-40）梯形=（2-41）其中BC跨：均布=-l2÷12（2-42）三角形=-5×l2÷96（2-43）A:彎矩:剪力:B:彎矩:剪力:C彎矩:剪力:圖2-18端彎矩計算簡圖對于10層：圖2-19第十層恒荷載作用圖 AB跨：=-1/12=-1/12×4.5×6.6×6.6=-kN/m===KN/m=--=-kN/m=kN/mBC跨：=-1/12l2=-1/12××2×2=-kN/m=-5/96l26×2×2=-1.14kN/m=--4=-2.64kN/m=-=2.64kN/m對于2-9層： AB跨：=-1/12l2===++1=kN/mBC跨：=-1/12l2=-5/96l2=-5/96××2×2=-kN/m=-1.19kN/m==1.19kN/m對于1層： AB跨：=-1/12l2==BC跨：=-1/12l2=-5/96l2=(2)活載作用下的固端彎矩AB跨:=（2-44）BC跨:=-5/96l2（2-45）對于10層：AB跨:==kN/mkN/mBC跨:=-5/96l2=-5/96×4×22=-0.83kN/m=對于雪荷載：AB跨:==kN/mkN/mBC跨:=-5/96l2=-5/96×0.6×22=對于2-9層：AB跨:==kN/mkN/mBC跨:=-5/96l2=-5/96×5×22=-kN/m==kN/m對于1層：AB跨:==kN/mkN/mBC跨:=-5/96l2=-5/96×5×22=（3）恒載作用下的剪力對于10層：[l+l（1-）[l+l]/2=（）對于3-9層:[l+l（1-）[l+l]/2=（）對于1層：[l+l（1-）]/2=[×6.6+7)]/2=41.28KN[l+l]/2=（4.5×2+3.3）×1/2=kN（4）活載作用下的剪力對于10層:AB跨:l（1-）(1-0.27)/2=17.34KNBC跨:l×0.25=4×2.0×0.25=2KN對于雪荷載：AB跨:l（1-）BC跨:l×0.25=0.6×2.0×0.25=3KN對于2-9層：AB跨:l（1-）BC跨:l×0.25=5×2.0×0.25=2.5KN對于1層：AB跨:l（1-）BC跨:l×0.25=4×2.0×0.25=2.5KN2.3梁端剪力和柱的軸力（1）恒載作用下對于10層：荷載引起的剪力：62.21KN由彎矩引起的剪力：A柱：柱重：0.5×0.5×3.3×25=20.63KN=B柱：=152.26+62.21+7.23=221.7KN=對于2-9層：荷載引起的剪力：57.99KN由彎矩引起的剪力：A柱：柱重：0.5×0.5×3.3×25=20.63KN=B柱：=113.04+57.99+6.12=177.15KN=對于1層：荷載引起的剪力：KNKN由彎矩引起的剪力：-=15kN/m15/6.6=2.27kNA柱：=+=KN柱重：0.7×0.7×3.9×25=KN=+20.63=+=KNB柱：=1++=KN=+=2KN梁端剪力及柱軸力詳見表2-13表2-13恒載作用下的梁端剪力及柱軸力層次荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A軸柱B軸柱N頂N底N頂N底100629080706012535040302023310（2）活載作用下第10層：荷載引起的剪力：17.34KN2KN由彎矩引起的剪力：A柱：==37.98KNB柱：=42.64+17.34+2=61.98KN=對于雪荷載作用下荷載引起的剪力：26.02KN由彎矩引起的剪力：A柱：=B柱：=6.4+26.02+0.3=32.72KN=對于2-9層：荷載引起的剪力：17.34KN由彎矩引起的剪力：8kNA柱：=B柱：=42.64+17.34+2=61.98KN=對于1層:荷載引起的剪力：17.34KN由彎矩引起的剪力：A柱：=B柱：=42.64+17.34+2.5=6KN==6KN表2-14活載作用下的梁端剪力及柱軸力層次荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A軸柱B軸柱N底=N頂N底=N頂雪010209080706050403020102.4恒載作用下框架內(nèi)力的計算 各桿件的分配系數(shù)的計算10層：A節(jié)點分配系數(shù)：右梁=下柱B節(jié)點分配系數(shù)：左梁=右梁=下柱6-9層A節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=右梁=B節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=左梁=右梁=5層A節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=右梁=B節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=左梁=右梁=2-4層A節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=右梁=B節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=左梁=右梁=1層A節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=右梁=B節(jié)點分配系數(shù)上柱=下柱=左梁=右梁=用彎矩二次分配法的解題步驟： 首先將各節(jié)點的分配系數(shù)填入相應位置，將梁的固端彎矩填寫在框架橫梁相應的位置，然后將節(jié)點放松，把各節(jié)點的不平衡彎矩同時進行分配。假定遠端固定進行傳遞（不向滑動端傳遞）；右（左）梁分配彎矩向左（右）梁傳遞，上（下）柱分配彎矩向下（上）傳遞，傳遞系數(shù)均為，第一次分配彎矩傳遞后，再進行第二次彎矩分配，然后不再傳遞，實際上彎矩二次分配法，只將不平衡彎矩傳遞兩次，將分配彎矩傳遞一次。 恒載作用下的彎矩圖及彎矩二次分配法分別參看2-19與圖2-20。 活載作用下的彎矩圖及彎矩二次分配法分別參看2-21與圖2-22。圖2-20恒載作用下彎矩圖圖2-21恒載作用下彎矩二次分配法注：﹡固定彎矩 ──────────分配彎矩↙↘彎矩的傳遞過程圖2-22活載作用下彎矩圖圖2-23活載作用下彎矩二次分配法注：﹡固定彎矩 ──────────分配彎矩↙↘彎矩的傳遞過程2.10橫向框架內(nèi)力組合2結(jié)構(gòu)抗震等級結(jié)構(gòu)的抗震等級可根據(jù)結(jié)構(gòu)類型、地震烈度、房屋高度等因素確定。查《建筑抗震設計規(guī)范》可知，本工程的框架為二級抗震等級。2框架梁的內(nèi)力組合對結(jié)構(gòu)設計起控制作用的內(nèi)力組合不予考慮。各層梁的內(nèi)力組合見表，表中，兩列中的梁端彎矩M為經(jīng)過調(diào)幅后的彎矩（調(diào)幅系數(shù)?。１竟こ炭紤]四種內(nèi)力組合，即恒載+活載：（2-47）（2-48）(2)恒載+活載+風載：（2-49）(3)對于有地震作用組合的基本工況對于所有高層建筑為承載力抗震調(diào)整系數(shù)，梁取；軸壓比小于的柱??；大于取；剪力取。2框架最大彎矩的計算計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設計值，由平衡條件確定。(1)均布和梯形荷載作用下，如下圖：（2-50）若，說明，其中x為最大正彎矩截面至A支座的距離，則X可由下式求解：（2-51）將求得的x值代入下式可得跨間最大彎矩值：（2-52）若，說明則（2-53）可得跨間最大彎矩值：（2-54）若，則(2)三角形分布荷載和均布荷載作用下，如下圖：VA=-（MA+MB）/l+q1l/2+q2l/4（2x可由下式解得：VA=q1x+x2q2/l（2-56）可得跨間最大正彎矩值：（2-57）第十層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）27.91÷2>0則可得跨間最大彎矩值故=（）2+0.5×27.91×0.27×6.6×（3.88-0.27×6.6÷3）=217.30KN?M=0.75×217.30=162.98KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-)/6.6+0.5×+（1-）27.91/2=>0-84.34-0.5×（）kN故=（）÷（）m=-+3.28-1/2(5.4+27.91)+1/227.91×0.27(3.280.2kN=發(fā)生在距離右支座3.28m梁端剪力的調(diào)整：抗震設計中，二級框架梁和抗震墻中跨高比大于，其梁端剪力設計值應按下式調(diào)整：AB凈跨：梁上荷載設計值：=5.4×6.6/2+27.91×3/2=KN受力如圖所示：左震：=/0.75==/0.75=()/6]=kN右震：(1]=kN凈跨：=2.0-0.35=1.65受力如圖所示：梁上荷載設計值：=×2.0/2+8.71×1.06KN左震：==/0.75=[2)/1.66]=kN右震：==/0.75=2)/1.656)=kN第九層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-1)/6.6+6.6/2+（）÷2=>0則可得跨間最大彎矩值故=+5-（+）2+0.5××0.27×6.6×（5-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×2=KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-)/6.6+0.5×6.6×+（）/2=>0--0.5×（2×+）×0.27×6.6=kN故=（+0.5×0.27×6.6×）÷（+）=m=-+-1/2(+)+1/2(0.27/3)=kN（）=發(fā)生在距離右支座處。梁端剪力的調(diào)整：=×6.6/2+×3/2=KN左震：(+)/6.25+]=kN右震：(+)/6.25凈跨：梁上荷載設計值：=5.4×2.0/2+KN左震：2)/1.65+]=kN右震：2)/1.65+)=1kN第八層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.58÷2>0則可得跨間最大彎矩值故=+×3.73-（10.68+18.38）×0.5×3.732+0.5×8×0.27×6.6×（3.73-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×=KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(--)/6.6+0.5×6.6×10.68+（）8/2=>0--0.5×（2×10.68+8）×0.27×6.6=kN故=（+0.5×0.27×6.6×18.38）÷（10.68+18.38）=4.55m=-+53.594.55-1/2(10.68+18.38)+1/2(4.550.27/3)=-kN（-）=-發(fā)生在距離右支座4.55m梁端剪力的調(diào)整：左震：(+)/6.25+63.11]=kN右震：(+)/6.25+63.11]=kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=kN右震：21)/1.65+8.47)=1kN第七層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2>0則可得跨間最大彎矩值故（）2+0.5×18.38×0.27×6.6×（3.75-0.27×6.6÷3）=278.45KN?M=0.75×278.45=208.84KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-240.92-12.87)/6.6+0.5×6.6×10.68+（）>0-117.97-0.5×（）故=（）÷（10）4.62-1/2(10.68+18.38)+1/2(4.620.27/3)=-kN（-）=-發(fā)生在距離右支座4.62m梁端剪力的調(diào)整：左震：(+)/6.25+63.11]=kN右震：(+)/6.25+63.11]=kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=kN右震：2)/1.65+8.47)=kN第六層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2>0則可得跨間最大彎矩值故（）2+0.5×18.38×0.27×6.6×（3.53-0.27×6.6÷3）=295.23KN?M=0.75×295.23=221.42KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-274.99-22.55)/6.6+0.5×6.6×10.68+（）>0-117.77-0.5×（）×0.27×6.6=82.36kN故=（117.7）÷（1）=-2+99.24×4.62-1/2(10.68+18.38)+1/20.27/3)=-kN（-）=-發(fā)生在距離右支座處。梁端剪力的調(diào)整：左震：(-)/6.25+63.11]=kN右震：(2)/6.25+63.11]=kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=kN右震：22)/1.65+8.47)=2kN第五層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2=>0則可得跨間最大彎矩值故=+×-（）×0.5×3.822+0.5×18.38×0.27×6.6×（3.82-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×2=2KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-2)/6.6+0.5×6.6×10.68+（）=117.92>0-117.92-0.5×（）×0.27×6.6=82.51kN故=（117.92）÷（）=-2+×4.62-1/2(10.68+18.38)+1/20.27/3)=-kN（-）=-發(fā)生在距離右支座處。梁端剪力的調(diào)整：左震：()/6.25+63.11]=kN右震：(-)/6.25+63.11]=83.83kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=2kN右震：22)/1.65+8.47)=kN第四層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2=>0則可得跨間最大彎矩值故=+×-（）×0.5×2+0.5×18.38×0.27×6.6×（-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×=KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-2+)/6.6+0.5×6.6×10.68+（）=10>0-107.92-0.5×（）×0.27×6.6=7故=（10）÷（）=4.28m=-2+×4.28-1/2(10.68+18.38)+1/2(4.280.27/3)=239.23kN（-）=發(fā)生在距離右支座4.28m梁端剪力的調(diào)整：左震：(+1)/6.25+63.11]=kN右震：(2)/6.25+63.11]=83.93kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=2kN右震：2)/1.65+8.47)=kN第三層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2>0則可得跨間最大彎矩值故=+×-（）×0.5×2+0.5×18.38×0.27×6.6×（-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×2=1KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-()/6.6+0.5×6.6×10.68+（）=>0--0.5×（）×0.27×6.6=kN故=（）÷（）=m=+×-1/2×(10.68+18.38)+1/2(0.27/3)=2kN=發(fā)生在距離右支座m處。梁端剪力的調(diào)整：左震：(+1+63.11]=kN右震：(+)/6.25+63.11]=kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：=0.752)/1.65+8.47]=kN右震：2)/1.65+8.47)=kN第二層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/26.6/2+（）18.38÷2>0則可得跨間最大彎矩值故=+97.34×-（）×0.5×2+0.5×18.38×0.27×6.6×（-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×=KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-()/6.6+0.5×6.6×10.68+（）=116.97>0--0.5×（）×0.27×6.6=kN故=（）÷（）=m=+×-1/2×(10.68+18.38)+1/2(0.27/3)=kN（）=發(fā)生在距離右支座m處。梁端剪力的調(diào)整：左震：(+)/6.25+63.11]=kN右震：(+)/6.25+63.11]=kN凈跨：梁上荷載設計值：左震：2)/1.65+8.47]=kN右震：2)/1.65+8.47)=kN第一層：跨中彎矩的計算:左震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(-6.6/2+（）18.36÷2=>0則可得跨間最大彎矩值故=+×-（1+18.56）×0.5×2+0.5××0.27×6.6×（-0.27×6.6÷3）=KN?M=0.75×=KN?M右震：=-（+）/+/2+（1-）/2=-(+)/6.6+0.5×6.6×1+（）18.56/2=>0--0.5×（2×1+18.56）×0.27×6.6=kN故=（+0.5×0.27×6.6×18.56）÷（1+18.56）=m=-+5×-1/2×(+18.56)+1/218.(0.27/3)=-28kN（-28）=-21發(fā)生在距離右支座m處。梁端剪力的調(diào)整：=16×3/2=6KN左震：(+)/6.25+]=kN右震：(+)/6.25+6]=kN凈跨：=×2.0/2+KN左震：2)/1.65+]=kN右震：24)/1.65+)=kN2框架柱的內(nèi)力組合 取每層柱頂與柱底兩個控制截面。組合結(jié)果見表2-15。2框架柱端彎矩設計值調(diào)整（1）A柱 第十層：按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。 第九層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整）（2-58） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第八層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第七層:柱頂軸壓比（需調(diào)整） 柱底軸壓比（需調(diào)整） 可知，一至七層柱端組合彎矩設計值應符合下式要求：（2-59）注：①為節(jié)點上下柱端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和，上下柱端的彎矩設計值可按彈性分配。②為節(jié)點左右梁端截面順時針或逆時針方向組合彎矩設計值之和。 ③柱端彎矩增大系數(shù)，二級取。 （2）B柱第十層：按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。 第九層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第八層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第七層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第六層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（無需調(diào)整） 第五層:柱頂軸壓比（無需調(diào)整） 柱底軸壓比（需調(diào)整） 可知一至五層柱端組合設計值應進行調(diào)整。圖2-24A柱柱端組合彎矩調(diào)整圖注：節(jié)點處左右水平標注的數(shù)字為梁端彎矩；節(jié)點上下標注的彎矩為柱端彎矩。圖2-25B柱柱端組合彎矩調(diào)整圖注：節(jié)點處左右水平標注的數(shù)字為梁端彎矩；節(jié)點上下標注的彎矩為柱端彎矩。2框架柱端剪力組合與設計值的調(diào)整第十層：A柱:恒載：（2-60）活載：（2-61）地震作用：（2-62）風荷載作用：（2-63）調(diào)整：（2-64）B柱:恒載：活載：地震作用：風荷載作用：調(diào)整：第九層：A柱:恒載：-（）∕2.7=-25.61KN活載：-（）∕2.7=-7.07KN地震作用：（）∕2.7=21.19KN風荷載作用：（）∕2.7=16.39KN調(diào)整：1.2×（）∕2.7=58.78KNB柱:恒載：（）∕2.7=15.08KN活載：（）∕2.7=7.33KN地震作用：（）∕2.7=54.72KN風荷載作用：（）∕2.7=23.36KN調(diào)整：1.2×（）∕2.7=79.20KN第八層：A柱:恒載：-（）∕2.7=-26.12KN活載：-（）∕2.7=-7.22KN地震作用：（7）∕2.7=42.08KN風荷載作用：（）∕2.7=29.06KN調(diào)整：1.2×（）∕2.7=73.32KNB柱:恒載：（20.59）∕2.7=15.25KN活載：（6.67+）∕2.7=KN地震作用：（+）∕2.7=KN風荷載作用：（+）∕2.7=KN調(diào)整：1.2×（117+）∕2.7=KN第七層：A柱:恒載：-（）∕2.7=-26.47KN活載：-（）∕2.7=-7.32KN地震作用：（）∕2.7=52.39KN風荷載作用：（）∕2.7=29.93KN調(diào)整：1.2×（）∕2.7=85.70KNB柱:恒載：（）∕2.7=15