【正文】 )=D12=αc12ic/h2 =121010/33002 =17168 第二層1，4號柱i=2/（2）=αc=i/(2+i)=D21=αc12ic/h2 =121010/33002 =113052，3號柱i=2+2/（2）=αc=i/(2+i)=D22=αc12ic/h2 =121010/33002 =14028 三、四、五層三層，四層和五層的計(jì)算結(jié)果與二層相同D31=D34=11305D32=D33=14028D41=D44=11305D42=D43=14028D51=D54=11305D52=D53=14028表43橫向側(cè)移剛度統(tǒng)計(jì)表層次12345∑Di（N/mm）6197215=9295805066615=759990759990759990759990該框架為橫向承重框架，不計(jì)算縱向側(cè)移剛度。樓梯荷載標(biāo)準(zhǔn)值：樓梯底板厚取為100㎜，平臺梁截面尺寸為200㎜400㎜樓梯板自重 （0. 074＋＋）25247。q1 =q2分別上人屋面板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。 q1 =qq2″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。 梯形：q =（12α178。 圖54 恒載作用下彎矩分配圖圖55 恒載彎矩圖 活載作用下柱的內(nèi)力計(jì)算 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示： 圖56 活荷載作用下的荷載分布圖對于第5層，q1== KN/mP1 = (1/2)2+= KNP2 =(1/2)4 += KN集中力矩M1= M4=PBeB =（）/2 = KNm對于第14層，q1== KN/mq2== KN/mP1 = (1/2)2+= KNP2 =(1/2)2+(1/2)2+= KN集中力矩M1=PBeB =（）/2 = KNm514表52 橫向框架活載匯總表層次q1KN/mq2KN/mP1P4 KNP2 P3KNM1 M4KN對于5層：MAB中 =M0（M左+ M右）m對于3層：MBD中 =m對于1層：MBD中 =活荷載作用下的梁跨中彎矩，利用兩端帶彎矩的簡支求得。mME =mME=mMBC中= =mME ==mME == 則 風(fēng)壓高度變化系數(shù)z 由《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》確定橫向風(fēng)荷載的標(biāo)準(zhǔn)值Wk為：Wk=zszWo表61 Wk值計(jì)算表離地高度UzBsUsWohihjWk 圖61 風(fēng)荷載示意圖表62 側(cè)移值計(jì)算表WkVjED△u△u/h框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計(jì)算：Vij=DijV i /∑Dij (63)M bij=Vijyh (64)M uij=Vij（1y）h (65)y=yn+y1+y2+y3 (66)注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點(diǎn)高度比。第1層A、D柱的反彎點(diǎn)高度為：查表得 y0= y1=0 y2=0 y3=0 所以y=同理可算出各層的反彎點(diǎn)高度，各層的反彎點(diǎn)高度詳見彎矩計(jì)算表中。uT按以下公式計(jì)算：VGi=∑Gk (68)（△u）i= VGi/∑D ij (69) uT=∑（△u）k (610)注： ∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度。結(jié)構(gòu)頂點(diǎn)的假想側(cè)移計(jì)算過程見下表，其中第四層的Gi為G4和Ge之和。m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）54321∑各質(zhì)點(diǎn)水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖： 圖63 水平地震剪力作用分布 多遇水平地震作用下的位移驗(yàn)算水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的層間位移（△u）i和頂點(diǎn)位移u i分別按下列公式計(jì)算：（△u）i = Vi/∑D ij (613)u i=∑（△u）k (614)各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震規(guī)范》，考慮磚填充墻抗側(cè)力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]1/550。m）575999011305475999011305375999011305275999011305192958013818表610 各層柱端彎矩及剪力計(jì)算（B、C柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）2，3號柱Di2（N/mm）Vi2（KN）ky（m）M 上（KNηvb梁端剪力增大系數(shù)。ΣMb為節(jié)點(diǎn)左右梁端截面順時(shí)針或逆時(shí)針方向組合的彎矩設(shè)計(jì)值之和。m 支座B：Mmax= KNm屬第一類T形截面?？紤]兩支座處：將下部跨間截面的3Ф20鋼筋伸入支座，作為支座負(fù)彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=942 mm2，再計(jì)算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，支座A上部： αs=M/（fcmbf，h02） = = ξ=1（12αs）1/2= 可近似取 As=ξfcmbf，h0/fy =300565/300= 實(shí)配鋼筋2Ф16，As=402 mm2。 驗(yàn)算是否需要計(jì)算配置箍筋： =300565 =V= 可知，需按構(gòu)造配箍。 /mm2As /mm2Amin /mm2實(shí)配鋼筋A(yù)s /mm25支座A　3602Φ16 (402)B　3603Φ16 (603)AB、CD跨間　8903603Φ20 (942)支座B、C　3602Φ16 (402)BC跨間　2123602Φ16 (402)4支座A　3602Φ20 (628)B　3603Φ16 (603)AB、CD跨間　6323603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ16 (402)BC跨間　633602Φ16 (402)3支座A　3603Φ18 (763)B　3603Φ18 (763)AB、CD跨間　6423603Φ18 (763)支座B、C　3603Φ14 (461)BC跨間　693602Φ16 (402)2支座A　3603Φ20 (942)B　3603Φ20 (942)AB、CD跨間　6423603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ18 (509)BC跨間　693602Φ16 (402)1支座A　3603Φ20 (942)B　3603Φ20 (942)AB、CD跨間　6573603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ18 (509)BC跨間　793602Φ16 (402) 根據(jù)抗震規(guī)范，沿梁全長頂面和底面的配筋，一、二級不應(yīng)少于2φ14，且分別不應(yīng)少于梁兩端頂面和底面縱向配筋中較大截面面積的1/4，三、四級不應(yīng)少于2φ12。表82 柱的剪跨比和軸壓比驗(yàn)算柱號層次b /mmh0 /mmfc /(N/mm2)M V N M/Vh0N/fcbhA5400360 ＞2＜4400360 ＞2＜3400360 ＞2＜2400360 ＞2＜1400360 ＞2＜B5400360 ＞2＜4400360 ＞2＜3400360 ＞2＜2400360 ＞2＜1400360 ＞2＜例：第5層Ａ、Ｄ號柱：柱截面寬度：b=400 mm柱截面有效高度：h0=40040=360 mm混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值：fcm= N/mm2柱端彎矩計(jì)算值：M取上下端彎矩的最大值。柱的計(jì)算長度，根據(jù)《抗震設(shè)計(jì)規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的頂層柱，l0==，初始偏心矩：ei=e0+ea=+20=，增大系數(shù)η， =，取，又l0/h15，取，得軸向力作用點(diǎn)至受拉鋼筋A(yù)s合力點(diǎn)之間的距離 =+400/240 = mm對稱配筋：為大偏心受壓情況。 。m此組內(nèi)力是非地震組合情況 ，故不必進(jìn)行調(diào)整。m）柱端剪力計(jì)算值：Vc = KN柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N= KN剪跨比：Mc/Vch0=*103/2軸壓比：N/fcmbh0=*103/ 柱正截面承載力計(jì)算先以第5層A、D號柱為例，最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= 剪跨比和軸壓比計(jì)算根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于三級抗震等級，應(yīng)滿足以下要求：剪跨比宜大于箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。 ρ=603/300/565=%ρmin=%， 梁斜截面受剪承載力計(jì)算 驗(yàn)算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=4,屬厚腹梁。ρ=942/300/565= %ρmin=%，滿足要求?？缰姓龔澗匕碩形截面計(jì)算縱筋數(shù)量，跨中截面的計(jì)算彎矩，應(yīng)取該跨的跨間最大正彎矩