重庆大学本科学生毕业设计 某多层办公楼设计
PA= PD= (1.8×1.8+3.6×3.6) ×2.0=32.40KN
PB= PC= 〔1.2×1.2+4.8×1.2〕×2.5+〔1.8×1.8+3.6×3.6〕×2.0=50.40KN
3.3风荷载计算
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风压标准值计算公式为：
ω=βz·μs·μz·ωo
因结构高度H＝18.600m<30m,可取βz＝1.0；对于矩形平面μs＝1.3；μz可查荷载规范得到，当查得得μz <1.0时，取μz＝1.0。将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表1所示。表中A为一榀框架各层节点的受风面积。计算结果如图5所示。
风荷载计算 表1
ωo 层次 βz μs Z（m） μz A(m2) Pw(KN) 2(KN/m) 五层 1.0 1.3 19.1 0.78 0.3 24 7.30 四层 1.0 1.3 15.5 0.74 0.3 28.8 8.31 三层 1.0 1.3 11.9 0.74 0.3 28.8 8.31 二层 1.0 1.3 8.3 0.74 0.3 28.8 8.31 一层 1.0 1.3 4.7 0.74 0.3 33.2 9.58
3.4地震作用计算
（1） 计算框架梁柱的线刚度：
框架梁线刚度：边跨：ib1=12.44×104KN·M 中跨：ib2=37.33×104KN·M 框架柱线刚度：首层：ic1=6.20×104KN·M 其他层：ic2=8.1×104KN·M
（2） 本设计仅考虑水平地震作用即可，并采用基底剪力法计算水平地震作用
力。为求基底剪力，先要计算结构各层的总重力荷载代表值：
顶层： G5= g5AB1×16.8+(3.6+7.2)×(g5AB2+ g5CD2)×0.5+ g5BC2×2.4×0.5+
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G5A+ G5B+ G5C+ G5D+4×G柱/2+0.3×7.2×16.8×0.5
=7.48×16.8+10.8×18.12×2×0.5+12.07×2.4×0.5+(165.33+183.76)×2+4×0.5×(32.4+2.20) +0.3×7.2×16.8×0.5＝1121.36KN
G4 = G3= G2= gAB1×14.4+ gBC1×2.4+ 0.5×gAB2×(3.6+7.2)×2+0.5×2.4×gBC2+GA+GB+ GC+ GD+4×G柱×0.5+[(3.6+7.2)×(pAB+ pCD)×0.5+ pBC×2.4×0.5+PA+ PB+ PC+ PD] ×0.5
=13.30×14.4+7.48×2.4+10.8×12.71+0.5×2.4×8.47+(183.97+217.75) ×2+2×34.6+[10.8×0.5×14.8+1.2×6.0+(32.4+46.8) ×2] ×0.5 =1352.30KN
G1= G2+4×(2.35-1.8) ×G柱/3.6=1352.30+4×0.65×34.6/3.6 =1373.44 KN
质量重力荷载代表值见图6。
G5G4G3G2G1（3） 用“D值法”计算柱的侧向刚度，框架各构件线刚度如图7：
其中：i5= i4= i3= i2=8.1×1010 N*mm i1=6.2×1010 N*mm
i51=i41=i31=i21=i11=12.44×1010 N*mm i52=i42=i32=i22=i12=37.33×1010 N*mm
除底层外，其余柱的D值：
边柱 由K=（i51+ i41）/（2 i5）=1.536
α=K/（2+K）=0.434 则 D5边=12αic/hj2
=0.414×12×8.1×104 /3.62 =32550KN/m
中柱 由K=（i51+ i52+ i41+ i42）/（2 i5）=6.144
α=K/（2+K）=0.754 则D5中=α×12 ic/ hj2=56550KN/m 底层柱的D值：
边柱 由K= i11/ i1=2.006 α=（0.5+K）/（2+K）=0.626 故D1边=α×12 ic/ hj2=21083 KN/m
中柱 由K=（i11+ i12）/ i1=8.027 得α＝（0.5+K）/（2+K）=0.850 故D1中=α×12 ic/ hj2=28628 KN/m 从而得各层的侧向刚度如下：
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图6.重力荷载代表值
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K1=2（D1边+D1中）=2×（21083＋28628）＝99422KN/m
K2= K3= K4= K5=2（D边+ D中）=2×（32550＋56550）＝178200KN/m i51i5i4i3i2i1i41i31i21i11i5i4i3i2i1i52i42i32i22i12i5i4i3i2i1i51i41i31i21i11i5i4i3i2i1图7.框架各构件线刚度（4） 用顶点位移法求结构基本周期T1：
将各层的重力荷载代表值当作水平力，产生的楼层剪力为： V5=G5=1121.36KN
V4= G4+G5=1352.30+1121.36=2473.66KN V3= V4+G3=3825.96KN V2= V3+G2=5178.26KN V1= V2+G1=6551.70KN 求顶点位移，则： U1= V1/ K1=0.0659m
U2= U1+ V2/ K2=0.0659+0.0291=0.0950m U3= U2+ V3/ K3=0.0950+0.0215=0.1165m U4= V4/ K4+ U3=0.1165+0.0139=0.1304m U5= V5/ K5+ U4=0.1304+0.0063=0.1367m= UT 故T1=1.8 =0.6655s
由于要考虑填充墙对基本周期的折减，故取折减系数为0.6， 则T1=0.6×0.6655＝0.3993s
由于T1<1.4 Tg=1.4×0.4=0.56s，故不考虑顶层附加作用。 查抗震设计规范得：αmax＝0.16 由于T1＝0.3993s＜Tg＝0.4s，故 α1＝αmax＝0.16
FEK=α1Geq=0.85α1GE=0.85×0.16×(1121.36+1352.30×3+1373.44) =891.03 KN F1=
G1H1 ?GHjj?15FEK=
j6455.17×891.03=75.53KN
76150.26同理：
F2=131.33 KN F3=188.30KN F4=245.26 KN F5=250.61 KN
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故地震的水平作用力如图8.所示：
F5F4F3F2F1图8.地震力的水平作用
（5） 地震作用下的水平位移的弹性验算：
FEKFEK?F1FEK?F1?F2FEK?F1?F2?F3F5U=++++
K1K2K3K4K5-3-3-3-3
=8.962×10+4.576×10+3.839×10+2.783×10+1.406×10-3 =21.53×10-3m
118.962?10?3层间位移验算：底层：＝<满足要求；
5244504.7114.576?10?3 二层：＝<满足要求；
7874503.6U21.53?10?311顶点位移验算：==<满足要求。
H88755019.1由于风荷载远小于水平地震作用，故不必验算风荷载作用下框架的弹性水平
位移，肯定能够满足。
3.5屋面雪荷载（分布同屋面活荷载） P雪AB＝P雪CD＝0.3×3.6＝1.08 KN/m P雪BC＝0.3×2.4=0.72 KN/m
P雪A=P雪D=(1.8×1.8+3.6×3.6) ×0.3=4.86KN
P雪B= P雪C= [1.2×1.2+4.8×1.2+1.8×1.8+3.6×3.6 ]×0.3=7.02 KN
4.0内力计算
4.1恒载作用下的内力计算
（1） 恒载作用下的内力计算采用分层法。
顶层：由图3中取出顶层进行分析，结构计算简图如图9所示。图9中的柱子线刚度取框架柱实际线刚度的0.9倍。
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