1、2.1選型及結構布置2.1.1 確定樓蓋類型據抗震規(guī)范8.1.7條,宜采用壓型鋼板現澆鋼筋砼組合樓板或非組合樓板,目前國內多采用非組合樓板(簡支梁類構件樓蓋除外)。非組合樓板中的壓型鋼板只起到施工階段的模板作用,按施工階段的兩種極限狀態(tài)要求確定壓型鋼板幾何形狀和厚度,可采用國內生產的無齒痕的壓型板,不需作防火層(但需防銹,宜采用鍍鋅板),僅樓板的端部按構造設置圓頭栓釘。采用非組合樓蓋也給手算帶來很大方便,又適應國內發(fā)展形勢, 因此選擇采用非組合樓板。根據板的跨度和非組合板的厚度,選擇國產壓型鋼板型號:YX-75-230-690()。另外,為方便手算,采用主次梁單向板肋形樓蓋布置形式。計算時,框

2、架梁在確定截面慣性矩時,對于非組合樓板,由于鋼板上的現澆混凝土板和壓型鋼板結合不夠緊密,板的約束很微弱,因此,直接取鋼梁的截面慣性矩Ib,不考慮板的影響。2.1.2結構布置圖要求板布置成單向板,對于其它所有構件布置祥見圖紙。2.1.3初選確定桿件截面尺寸 鋼材宜采用碳素結構鋼Q235及低合金鋼Q345,按照沖擊韌性要求并且考慮到焊接,選擇Q235C。梁柱截面形式選H型鋼。若選擇H型鋼,則應根據要求從H型鋼產品表中確定高寬尺寸及壁厚。對于梁截面,首先應確定梁高hs,根據鋼結構規(guī)范附錄A表A.1.1撓度容許值,按表2.1.3確定出hmin,主梁的撓度容許值為w/l=1/400,采用Q235C鋼,對

3、應的hmin=1/15。次梁的撓度容許值為w/l=1/250, 采用Q235C鋼,對應的hmin為1/24。主梁的跨度為8400mm,次梁的跨度為6600mm,主梁高h8400/15=560mm,初步取主梁高為600mm。次梁高h6600/24=275mm,初步取次梁高為300mm。再根據簡略的梁荷載、內力計算確定出截面抵抗矩WX和腹板寬度,然后查H型鋼表確定型號。（1）.計算確定次梁型號。樓面活載為6KN/m2,假設樓板厚為120mm。次梁間距為2.8m。樓面活載為6KN/m24KN/m2,所以分項系數取1.3。按次梁為簡支梁計算次梁所受荷載標準值為:活載qQ=62.8=16.8KN/m 恒

4、載qg=250.122.8=8.4KN/m次梁所受荷載設計值為: q=1.2qg+1.3qQ =1.28.4+1.316.8 KN/m =31.92 KN/m 次梁所受最大彎矩M=31.926.62=173.8KNm 次梁所受剪力V=31.926.6=105.34KN 另外,假設梁自重引起的彎矩為0.02M 根據以上條件選擇次梁型號,梁主要受彎,因此采用窄翼緣最優(yōu)。型號為:HN400150813 截面特征為:AS=71.12cm2 Ix=18800cm4 ix=16.3cm Wx=942cm3 Iy=734 cm4 iy=3.21cm Wx=97.2 cm3(2).計算確定主梁型號。樓板設計成

5、為單向板，因此，主梁主要承受次梁傳來的集中荷載。次梁間距為6600mm。主梁間距為8400mm。先按主梁為簡支梁計算次梁傳來的集中荷載計算：次梁所受荷載標準值為:活載qQ=62.8=16.8KN/m 恒載qg=250.122.8=8.4KN/m次梁所受荷載設計值為: q=1.2qg+1.3qQ =1.28.4+1.316.8 KN/m =31.92 KN/m 主梁所受集中力為：p=ql1=31.926.6=210.672KN 主梁所受最大彎矩M=210.6728.4=589.8816KNm 次梁所受剪力V=p=210.672KN 另外,假設梁自重引起的彎矩為0.02M 根據以上條件選擇次梁型號

6、,梁主要受彎,因此采用窄翼緣最優(yōu)。型號為:HN6002001117 截面特征為:AS=135.2cm2 Ix=78200cm4 ix=24.1cm Wx=2610cm3 Iy=2280cm4 iy=4.11cm Wx=228cm3（3）計算確定柱的型號估算柱所受的軸向荷載為：G=6.68.4（1.23+1.36） =632.016KN底層柱所受軸向荷載設計值為：3G=3632.016KN按軸心受壓計算 假設長細比=50 根據此長細比查表可知：軸心受壓柱的穩(wěn)定系數=0.856因此 取lo=(1.21.5)H=1.354.8=6.48m有等強度原理，ix=iy=lox/=loy/=6480/50=

7、129.6mm柱截面高 h= ix/1=129.6/0.43=301.4mm柱截面寬度 b= iy/2=129.6/0.24=540mm 由于柱是壓彎構件，因此要用寬翼緣的H型鋼 綜合以上條件初步選擇柱截面型號為：HW4004001828實際尺寸為HW4144051828截面特征值為：AS=296.2cm2 Ix=93000cm4 ix=17.7cm Wx=4490cm3 Iy=31000 cm4 iy=10.2cm Wx=1530 cm3按照抗震規(guī)范8.2.5-1式初步驗算以滿足強柱弱梁要求。驗算式為： 其中：為柱的塑性截面抵抗矩為主梁的塑性截面抵抗矩N為柱計算處所受軸力為柱的截面面積主梁的

8、塑性截面抵抗矩為： 柱的塑性截面抵抗矩為：驗算強柱弱梁： 滿足對于梁柱截面確定時還應注意板件的寬厚比尚應符合抗震規(guī)范8.3.2條的要求，因所選梁柱型號都是熱扎H型鋼，是批量生產的型號，所以此條件肯定滿足。（4）支撐型號確定對于支撐桿件，不超過12層的鋼結構，宜采用交叉型中心支撐選擇H型鋼，其長細比和板件寬厚比應符合抗震規(guī)范8.4.2條的要求，截面面積按下式估定：式中：K-擬定中心支撐承擔結構底部總地震剪力系數，可取0.51.0；水平地震影響系數最大值；初估結構等效總重力荷載；底層中心支撐桿件的總數；鋼材抗拉（壓）強度設計值；（5）結構其它構件的確定需從建筑節(jié)能、防火、抗震等因素出發(fā)確定墻體材料

9、、厚度及構造方式從防火方面考慮：二級防火要求非燃燒體最大耐火極限為4小時。從節(jié)能方面考慮：要防曬、隔溫保熱、強度高而重量低從抗震方面考慮：要有多道防線，地震時能消耗能量，不對主體結構產生太大影響因此，墻體材料采用加氣混凝土塊體材料。細部構造祥圖見墻體節(jié)點構造祥圖。樓梯的設計也采用鋼結構形式，加混凝土保護層防火。詳細情況見樓梯設計部分。2.2 結構計算簡圖2.2.1荷載清理（1）.豎向荷載清理.屋面荷載清理恒載： 壓型鋼板（查表換算后） 0.18KN/m2非組合樓蓋（壓型鋼板上混凝土層厚80，折算厚度115）250.115=2.875 KN/m2 1：8煤屑混凝土找坡（最薄處厚20，折合平均厚1

10、05.19）140.1052=1.47 KN/m2 20厚1：3水泥砂漿找平層 200.02=0.4 KN/m2 高分子卷材一層（三氈四油） 0.4 KN/m2 30厚細石混凝土面層（每兩米設一分倉縫） 240.03=0.72 KN/m2總計 6.045 KN/m2 活載： 2.0 KN/m2 .樓梯間、電梯間屋面恒載：壓型鋼板（查表換算后） 0.18KN/m2非組合樓蓋（壓型鋼板上混凝土層厚80，折算厚度115）250.115=2.875 KN/m2 1：8煤屑混凝土找坡（最薄處厚20，雙坡排水，折合平均厚62mm）140.062=0.868KN/m2 20厚1：3水泥砂漿找平層 200.0

11、2=0.4 KN/m2 高分子卷材一層（三氈四油） 0.4 KN/m2 30厚細石混凝土面層（每兩米設一分倉縫） 240.03=0.72 KN/m2總計 5.443 KN/m2活載： 樓梯間 0.5 KN/m2 電梯間 7.0 KN/m2.樓地面荷載清理1.）：生產車間荷載清理 恒載： 壓型鋼板 0.18 KN/m2 非組合樓板（折合厚115）250.115=2.875 KN/m2 20厚1：2水泥砂漿面層 200.02=0.4 KN/m2總計 3.455 KN/m2 活載： 6.0 KN/m22.）：其它房間： i：更衣室和辦公室： 恒載： 壓型鋼板 0.18 KN/m2 非組合樓板（折合厚

12、115）250.115=2.875 KN/m2 20厚1：2水泥砂漿面層 200.02=0.4 KN/m2總計 3.455 KN/m2 活載： 2.0 KN/m2 ii：衛(wèi)生間 恒載：壓型鋼板（查表換算后） 0.18KN/m2非組合樓蓋（壓型鋼板上混凝土層厚40，折算厚度75）250.075=1.875 KN/m2 1：3水泥砂漿找坡層（最薄處厚10，折合平均厚25）200.025=0.5KN/m2 高分子卷材一層（三氈四油） 0.4 KN/m220厚1：3水泥砂漿保護層 200.02=0.4 KN/m2 瓷面磚1501508 19.80.008=0.1584 KN/m2總計 3.5134KN

13、/m2180厚蹲臺處墊層重（煤屑混凝土） 0.1814=2.52 KN/m2 活載： 2.0 KN/m23）.樓梯間荷載清理 承受踢步荷載的鋼板梁重：（5.367+1.5+0.6）0.30.015=0.034m3每塊重： 0.03476.936 =2.56KN踏步鋼板重：踏步用5mm厚的鋼板彎折成， 踏步鋼板體積：（0.1516+0.315）1.60.005=0.05175m3重量為：0.0517576.936=3.98KN在鋼板踏步上澆注50厚混凝土，用于防火。此重量為：（0.1516+0.315）1.60.05=0.5175m2 250.5175=12.94KN 樓梯平臺荷載： 鋼板：1.

14、53.30.00576.936=1.9KN 2.163.30.00576.936=2.74KN 細石混凝土：1.53.30.0525=6.19KN 2.163.30.0525=8.19KN樓梯間恒載：2.594+（3.98+12.94）2+1.9+2.74+6.19+8.19=63.94KN 活載： 3.5 KN/m2.墻體荷載： 5009.8=4.9 KN/m3.查表知：主梁自重：1.0388 KN/m 次梁自重：0.54684 KN/m 柱自重 ： 2.283 KN/m2.2.2 計算簡圖 結構計算簡圖必須先確定底層柱高取值，取值大小與基礎形式、厚度、埋深等因素有關。因此，根據地質報告和場

15、地條件先確定基礎形式和埋深，分析可采用柱下獨立基礎。地表以下2m處就是稍密卵石層，其承載力較大可把基礎放于上面，再加上平整場地時室外回填土要高出天然地面0.3m，因此基礎埋深為2.3m。此深度大于1.5m，所以柱腳的嵌固位置取在室外地面以下1.5m處。室內外高差為0.3m，標準層高為4.8m，因此，底層柱計算高度取1.5+0.3+4.8=6.6m其它各層柱的計算高度取層高4.8m1框架恒載、活載簡圖首先選擇一榀框架做計算，考慮到手算速度和精度都不如計算機，選擇軸框架最為快捷并且誤差和計算機會最小。i：作恒載圖主梁自重相對于其它荷載比較小，因此，把主梁自重簡化為集中荷載對計算結果影響很小。求 主

16、梁自重： 1.041.4=1.456 次梁傳到主梁上的集中力： 外墻重：P1 = 58.37 求 主梁自重： 1.042.8=2.912次梁傳到主梁上的集中力： = 70.39求 主梁自重： 1.041.4=1.456 次梁傳到主梁上的集中力： 外墻重：P2 = 56.93求 = = 70.39求 主梁自重： 1.041.4=1.456次梁傳到主梁上的集中力：（6.0451.4+0.55）6.6=59.49外墻重： = 88.13求 主梁自重： 1.042.8=2.912 次梁傳到主梁上的集中力：（2.86.045+0.55）6.6=115.34 = 118.25恒載作用下的簡圖如下圖： 恒載

17、圖（KN）ii：作活載圖方法同恒載計算，主梁只有次梁傳遞的活載集中力。= 活載簡圖如下: 活載圖（KN）2.框架水平地震作用簡圖1).計算各層重力荷載代表值,屋面層活荷載組合值系數取0,樓面層活荷載組合值系數可取0.5,墻、柱重按樓層中分。 i：底層.墻和門窗重計算: 外墻高為h=3.3+2.4=5.7m 外墻長=59400+405+150+150=60105mm 外墻寬=33600+414=34014mm外墻毛面積:(60105+34014)25700106=1072.96門窗洞口面積計算: 相對于樓板分為上半層和下半層 下半層: M-1 0.852.42=4.08 C-1 1.654.21

18、1=76.23 C-2 1.652.712=53.46 M-8 0.94.24=15.12 上半層: C-1 (2.4-0.9)4.216=100.8 C-2 (2.4-0.9)2.710=40.5 C-3 (2.4-1.5)1.52=2.7 C-4 (2.4-0.9)1.22=3.6外墻凈面積S=1072.96-133.77-15.12-100.8-40.5-2.7-3.6=776.47外墻重:W=V=776.470.154.9=570.71KN門重: 4.080.1+15.120.4=6.46KN窗重: (76.23+53.46+100.8+40.5+2.7+3.6)0.4=110.92K

19、N內墻: 下半層:(3.3-0.175-0.6)(8.43+6.62)2+(8.45-0.4145)+6.63=2.525136.53=344.7 上半層:2.48.4-0.414+2.1+8.4+4.5+6.6+8.4-0.414+6.63+(8.4-0.414)2+3.32+8.4-0.414+8.4-0.414+6.6 =246.04門窗:下半層: M-6 (3.3-4.8+2.4)1.82=3.24 M-3 (3.3-4.8+2.4)1.52=2.7 6 (3.3-4.8+2.1)2.42=2.88上半層: M-4 2.40.96=12.96 M-3 2.51.5=3.75 M-6 1

20、.82.42=8.646 2.88內墻凈面積 : S=344.74+246.04-3.24-2.7-2.88-12.96-3.75-8.64-2.88=554.45 重為: W=V=554.450.154.9=407.52KN門重: (3.24+2.7+2.88+12.96+3.75+8.64+2.88)0.1=3.63KN.樓板重:.車間樓板、更衣間、輔助用房樓板樓板總寬為 33600+414=34014mm總長為 59400+405=59805mm重G=(34.01459.805-6.68.4-2.76.6-8.43.32)3.455 =6583.53KN.衛(wèi)生間樓板重:6.68.43.5

21、14+4.51.22.52=208.39KN.樓梯間重: 263.94=127.88KN.主、次梁重和柱重主梁: (8.4-0.414)401.038=331.83KN次梁: (136+13+122)0.54684=415.05KN柱 : (3.3+2.4)502.2834=650.77KN.活載參與組合值 活載組合值系數為0.5.車間:(34.07459.865-8.46.44-2.76.6)60.5=5400.78KN.更衣室和辦公室:8.46.6220.5=110.88KN.衛(wèi)生間:8.46.620.5=55.44KN.樓梯間:8.46.63.50.5=97.02KN此層重力荷載代表值:

22、 G1=570.71+6.46+110.92+407.52+3.63+6583.53+208.39+127.88+331.83+415.05 +650.77+5400.78+110.88+55.44+97.02=15080.81KNii：第二層 .墻和門窗重計算: 外墻高為h=4.8m 外墻長=59400+405+150+150=60105mm 外墻寬=33600+414=34014mm外墻毛面積:(60105+34014)24.8106=903.54門窗洞口面積計算: 相對于樓板分為上半層和下半層 下半層: C-1 2.4-(4.8-0.9-2.4)4.216=60.48 C-2 (2.4-

23、4.8+0.9+2.4)2.710=24.3 C-3 (2.4-4.8+1.5+1.5)1.52=1.8 C-4 (2.4-4.8+1.5+1.5)1.22=0.72 上半層: C-1 (2.4-0.9)4.216=100.8 C-2 (2.4-0.9)2.710=40.5 C-3 (2.4-1.5)1.52=2.7 C-4 (2.4-0.9)1.22=3.6外墻凈面積S=903.54-60.8-24.3-1.8-0.72-100.8-40.5-2.7-3.6=668.64外墻重:W=V=668.640.154.9=491.45KN窗重: (60.48+24.3+1.8+0.72+100.8+

24、40.5+2.7+3.6)0.4=93.96KN內墻: 下半層:(2.4-0.175-0.6)(8.42+6.64-0.4142+8.42+6.62+8.42-0.4142+4.2+6.6+8.4-0.414+6.6+8.4)=2.525122.13=198.46 上半層:2.4122.13 =293.112門窗:下半層: M-3 0.11.5=0.15 M-4 0 M-6 0 6 0上半層: M-4 2.40.96=12.96 M-3 2.41.51=3.6 M-6 1.82.42=8.646 2.42.12=5.04內墻凈面積 : S=198.46+293.112-0.15-12.96-8

25、.64-3.6-5.04=461.18 重為: W=V=461.180.154.9=338.97KN門重: (0.15+12.96+8.64+3.6+5.04)0.1=3.04KN.樓板重:.車間樓板、更衣間、輔助用房樓板樓板總寬為 33600+414=34014mm總長為 59400+405=59805mm重G=(34.01459.805-6.68.4-2.76.6-8.43.32)3.455 =6583.53KN.衛(wèi)生間樓板重:6.68.43.514+4.51.22.52=208.39KN.樓梯間重: 263.94=127.88KN.主、次梁重和柱重主梁: (8.4-0.414)401.0

26、38=331.83KN次梁: (136+13+122)0.54684=415.05KN柱 : 4.8502.2834=548.05KN.活載參與組合值 活載組合值系數為0.5.車間:(34.07459.865-8.46.44-2.76.6)60.5=5400.78KN.更衣室和辦公室:8.46.6220.5=110.88KN.衛(wèi)生間:8.46.620.5=55.44KN.樓梯間:8.46.63.50.5=97.02KN此層重力荷載代表值:G2=491.45+93.06+338.97+3.04+6583.53+208.39+127.88+331.83 +415.05+548.02+5400.78

27、+110.88+55.44+97.02=14806.24KN iii：第三層 .墻和門窗重計算: 外墻高為h=2.4+1.5=3.9m 外墻長=59400+405+150+150=60105mm 外墻寬=33600+414=34014mm外墻毛面積:(60105+34014)23.9106=734.13門窗洞口面積計算: 相對于樓板分為上半層和下半層 下半層: C-1 2.4-(4.8-0.9-2.4)4.216=60.48 C-2 (2.4-4.8+0.9+2.4)2.710=24.3 C-3 (2.4-4.8+1.5+1.5)1.52=1.8 外墻凈面積S=734.13-60.8-24.3

28、-1.8=647.55外墻重:W=V=647.550.154.9=475.95KN窗重: (60.48+24.3+1.8)0.4=34.63KN上部樓梯間、電梯間墻也全歸并到頂層計算6.62+(8.4-0.414)23.6+6.6(3.6-1.5)+8.4(3.6-1.5)2+6.623.6+8.423.6=262.16門 M-6 1.82.42=8.646 2.42.12=10.08門重: (8.64+10.08)0.1=1.87KN墻重: (262.16-8.64-10.08)0.154.9=178.93KN內墻: 下半層: 同第二層(2.4-0.175-0.6)(8.42+6.64-0.

29、4142+8.42+6.62+8.42-0.4142+4.2+6.6+8.4-0.414+6.6+8.4)=2.525122.13=198.46門窗:下半層: M-3 0.11.5=0.15 M-4 0 M-6 0 6 0內墻凈面積 : S=198.46-0.15=198.31 重為: W=V=198.310.154.9=145.76KN.樓板重:.車間樓板、更衣間、輔助用房樓板樓板總寬為 33600+414=34014mm總長為 59400+405=59805mm重G=(34.01459.805-2.76.6-8.43.32)6.045 =11887.98KN.樓梯間和電梯間屋面板重:6.6

30、8.425.443=603.52KN.樓梯間重: 263.94=127.88KN.主、次梁重和柱重主梁: (8.4-0.414)461.038=381.61KN次梁: (136+13+122+8)0.54684=4443.92KN柱 : 4.8502.2834+3.6122.834=548.05KN.活載參與組合值 活載組合值系數為0此層重力荷載代表值:G3=475.95+178.93+1.87+145.76+11887.98+603.52+381.61+443.92 +372.65+127.88=14492.19KN 重力荷載代表值簡圖如下：各層重力荷載代表值（KN）2）. 計算結構自振周期

31、，采用頂點位移法計算.計算框架的抗剪剛度Cf采用非組合樓蓋，樓板對梁截面無加強作用，不考慮板的影響。鋼的彈性模量為206103N/mm2 梁的線剛度 類別 材料 截面 跨度（m） 截面慣性矩 （10-4m4）線剛度Kb= （ 104KNm）框架梁Q235CHN60020011178.47.821.92柱的線剛度 層號 材料 截面 層高 截面慣性矩I （10-4m4）線剛度Kc= （104KNm）23Q235CHW41440518284.89.33.991Q235CHW41440518286.69.32.9求各柱的抗側剛度D值：首先求梁柱的線剛度比， D值修正系數一般層 底層： 各柱剛度計算：邊

32、柱（104KN/m）底層0.660.440.35223層0.480.1940.403中柱（104KN/m）底層1.320.550.43923層0.960.320.665框架總剛度層號D（104KN/m）D （104KN/m）Cf=Dh （104KN）Z1（邊柱）Z2（中柱）23200.403=8.06300.665=19.9528.01134.4481200.352=7.04300.439=13.1720.21133.386框架平均總抗剪剛度.總支撐的等效剛度鋼框架-支撐結構在水平力作用下的協同工作類似于框架-剪力墻結構，總支撐可當作一根彎曲桿件，其等效剛度按下式計算：其中： -折減系數，對中

33、心支撐，可取0.80.9；-鋼材彈性模量，取206103N/mm2；-第j榀豎向支撐第I根柱的截面面積； -第i根柱至第j榀豎向支撐各柱截面形心軸的距離； n-每榀豎向支撐的柱子數； m-水平荷載作用方向豎向支撐的榀數；此結構的總支撐等效剛度為：結構的剛度特征值為：計算結構在重力荷載代表值的水平作用下的頂點位移 由于各層重力荷載代表值數值相差很小，也為了以后查圖表計算方便，把重力荷載代表值轉換為沿高度均勻分布的均布荷載，對結構計算結果影響不大。鋼框架-支撐結構協同工作原理同框架-剪力墻結構，在純剪力墻的情況下結構的頂點位移為：根據值和=1查圖表求當=1.0時， =0.73當=0.5時， =0.

34、92當=0.98時，利用內插法： 結構頂點位移為：=0.7376=0.73760.06445=0.04754m結構基本周期： 3）.采用底部剪力法求地震作用由設計資料知： 場地設防烈度為8度，設計基本地震加速度為0.2g 設計地震分組為第二組，場地類別為類場地依據以上條件查表：水平地震影響系數最大值為特征周期值Tg=0.4s鋼結構阻尼比為：所以 1又0.1TTg 查圖得：結構等效總重力荷載代表值為：結構底部總剪力為： F EK= =0.1837722.354=6790.0237KN因為 T1.4Tg所以 不考慮頂部附加地震作用 其中： -各層重力荷載代表值 -第I層離計算最低點的距離樓層水平地

35、震作用 層號（KN）（m）（KNm）（KN）314492.1916.2.483168.6025214806.2411.4.142278.0769115080.816.699533.3461343.344344379.24.974）.計算支撐和框架的水平地震作用 各層總水平地震作用力（KN）為了計算有表可查，需轉化結構水平地震作用為沿高度均勻分布的均布荷載和倒三角形荷載。轉化原則是總外力大小不變和作用點不變。先以底層力為基準作出均布荷載，再把剩余外力轉換成倒三角形。轉換結果為： + 均布荷載（KN） 倒三角形荷載（KN） 、在均布荷載作用下 底部所受彎矩為：底部所受剪力為：根據和 查圖表計算框架

36、和支撐的剪力和彎矩層號高度（KNm）（KN）（KN）316.2100-0.1072-432.01870.1072432.0187211.40.7040.0268874.8380.1928776.98890.1032415.898616.60.4070.2437932.2990.50782046.44690.0852343.35820000.84527583.14030.025400注：在倒三角行作用下：底部所受彎矩為：底部所受剪力為：根據和 查圖表計算框架和支撐的剪力和彎矩層號高度（KNm）（KN）（KN）316.2100-0.1604-442.70250.1604442.7025211.40

37、.7040.0421251.93180.3544978.14070.1499413.722616.60.4070.2848465.44360.70881956.28150.1256346.65480000.810624162.28412759.990800注：兩種情況合并后總力：層號總支撐總框架（KN）（KNm）(KN)求解值取均值按抗震規(guī)范得最后計算值30-874.7212874.7212852.17121533.9122126.76981755.1296829.6212759.81711533.91116397.7434002.7284690.013345.00651533.9105174

38、5.7936790.01620注：為了體現多道防線設防的原則，據抗震規(guī)范要求，框架部分按計算得到的地震剪力應乘以調整系數，達到不小于結構底部總剪力的25%和框架部分地震剪力最大值1.8倍二者的較小者。3.框架風載作用簡圖風荷載工況有左、右風之分，一般作出左風風載簡圖。風載對于鋼框架-支撐結構和地震一樣也要考慮協同工作。. 風載體形系數迎風面和背風面力的方向相同，因此，可以把兩者合算。. 風振系數基本風壓 B類粗糙度=0.3707s 查規(guī)范 B類地區(qū) 知 結構總高度為：16.2m 查規(guī)范知 風壓單位高度上的值為： 各分段高度處風荷載值列表計算離地面高度z（m） （）16.2111.6640.73

39、51.901459.4214.70.90740.87041.13160.641.771655.3712.30.7590.71131.10640.5231.629450.299.90.6110.474210.3491.34942.167.50.4630.339310.2491.24939.035.10.3150.18510.0711.07133.472.70.1670.060210.0441.04432.63轉化為作用在作用在樓板處的集中力： 同樣為了利用現有資料查圖表求系數，需要把分荷載轉化為沿結構豎向均勻分布的均布荷載和倒三角形荷載。 均布荷載為： 倒三角形荷載頂點最大值為：均布荷載（KN/

40、m） 倒三角形荷載（KN/m）在均布荷載作用下 底部所受彎矩為：底部所受剪力為：根據和 查圖表計算框架和支撐的剪力和彎矩層號高度（KNm）（KN）（KN）316.2100-0.1072-55.3120.107255.312211.40.7040.0268112.0070.192899.4790.103253.24816.60.4070.2431015.5840.5078262.010.085243.9610000.8453531.561515.9700注：在倒三角行作用下：底部所受彎矩為：底部所受剪力為：根據和 查圖表計算框架和支撐的剪力和彎矩層號高度（KNm）（KN）（KN）316.2100-0.1604-13.9670.160413.967211.40.7040.04239.4970.354430.8590.149913.05316.60.40