【正文】 00251l02方向50166Φ8200251Dl01方向60186Φ8200251l02方向50109Φ8200251El01方向60190Φ8200251l02方向50107Φ8200251Fl01方向60180Φ8200251l02方向50160Φ8200251Gl01方向60107Φ8200251l02方向50108Φ8200251Hl01方向60197Φ8200251l02方向50109Φ8200251Il01方向60225Φ8200251l02方向50208Φ8200251表23邊緣支座截面h0(mm)m (KN?m)As(mm2)配筋實配As (mm2)A60Φ10180436Bl01方向60Φ10140561l02方向60Φ10180436Dl01方向60Φ10200393l02方向60Φ10200393El01方向60Φ10200393l02方向60Φ10200393F60Φ10200393Hl01方向60Φ10180654l02方向60Φ10180436 支座截面h0(mm)m (kN?m)As(mm2)配筋實配As (mm2)AB60=259Φ8200251AJ60=175Φ8200251BE60=217Φ8200251BM60=259Φ8200251BJ60=259Φ8200251CM60=401Φ10200393Cl60=484Φ10160491DE60=284Φ8180279DJ60=217Φ8200251EE60=192Φ8200251EH60=217Φ8200251EK60=259Φ8200251FK60=251Φ8200251FL60=292Φ8170296GH60=259Φ8200251GJ60=175Φ8200251HJ60=259Φ8200251HM60=259Φ8200251IL60=368Φ10180359板J,K,L,M按單向板處理，由于這些板不連續(xù)，因此假定其兩端固定，且不連續(xù)，且不考慮雙向板的影響1）作用在單向板的荷載與雙向板相同q+g=2）計算簡圖(圖23) 3）彎矩設計值M=1/12qJ: 支座 M==跨中M==K: 支座 M= KN/m 跨中M= KN/mL: 支座M= KN/m 跨中M= KN/mM:支座M= KN/m 跨中M= KN/m因為當M= KN/m時，計算受拉鋼筋面積為124所以單向板均按最小配筋取As =251，由于單向板支座處彎矩均小于雙向板彎矩，因此在單向板與雙向板相接處統(tǒng)一按雙向板考慮。箍筋采用HPB235，fyv=210N/mm2故跨中為第一類T形截面，可按矩形截面進行計算Asmin=120250max{%,}=跨中：配置316(As=804mm2)支座：配置312(As=339mm2)4）斜截面受剪承載力計算①驗算截面尺寸,，由下式可知截面尺寸滿足要求②計算所需箍筋采用Φ6雙肢箍筋，計算截面尺寸由,得故根據(jù)構造確定箍筋間距，取s=200mm，次梁截面高度取h=350mm，截面寬度取b=150mm。1） 荷載設計值 2 ()25=[()2+]17= kN/m 則荷載總設計值g+q=內(nèi)力計算 支座：M= kN/m支座： kN/m 支座：V= kN/m2）正截面受彎承載力計算跨內(nèi)按T形截面計算翼緣寬度=1110mm，h0=315mm M= kN/m,V 故跨中為第一類T形截面，可按矩形截面進行計算Asmin=150315max{%,}=101mm2支座：配置314 (As=427mm2)跨中：= 220 mm2 312 (As=339mm2)3）斜截面受剪承載力計算①驗算截面尺寸,，由下式可知截面尺寸滿足要求②計算所需箍筋采用Φ6雙肢箍筋，計算截面尺寸由,得 mm故根據(jù)構造確定箍筋間距，取s=200mm，次梁截面高度取h=250mm，截面寬度取b=120mm。 A′C′跨： CM:q= kN/m CN: q= kN/m C′E′跨：NE: kN/mFM＇= [(+)+(+)+]= kN FN= FE=35 kN FC= kN FAM= kN風壓標準值計算公式為：w=βZμSμZω0 本地區(qū)基本風壓為：w0=樓高H30m；地面粗糙類別為C類；風振系數(shù)：βZ=1+Hi/H3ξγ/μZ 表31層次123456Hi（第i層距離室外地面的高度）H= B≈15mH/B≈2查表：脈動影響系數(shù)γ=表32離地面高度（m）z風壓高度系數(shù)μZ∵結構高度H=30m,故取βZ=,μS= 表33zωk轉化為集中荷載（受荷面與計算單元同）6層： FW6K= 5層： FW5K=. 4層： FW4K= 3層： FW3K= 2層： FW2K= 1層： FW1K= （如圖6所示） 水平地震作用計算（恒載+）1) 恒載屋面重力值：G面=2946K 樓板重力值：G板=1985KN梁重力值： G梁=811K 柱重力值： G上柱=731KN G底柱=789KN墻重力值：標準層G女兒墻=639KN G標墻=2480KNG底墻=3527KN 底層600734/3=8009 KN 活荷載 Q==1155KN 重力荷載代表值 G6= G板+G梁+G上柱/2+G女兒墻+G標墻/2=7767（不包括屋面活荷載）G5= G板+G梁+G上柱+ G標墻+F活/2=10086KNG2=G3=G4=G5 =10086KN G1= G板+G梁+G上柱/2+G底柱/2+G標墻/2+G底墻+F活/2=11115KN質(zhì)點重力荷載代表值(見圖37) 圖372) 水平地震作用計算1．各層D值匯總（D單位：104kN/m）`計算過程見(表34)表34層次邊柱 (根)邊柱D中柱 (根)中柱D邊柱 (根邊柱D∑D六131313五131313四131313三131313二131313一1313132．頂點位移計算（將重力荷載代表值Gi作為水平荷載） uT=+++++=3．基本自振周期 S4．基本自振周期水平地震影響系數(shù)設計地震分組第一組，場地類別Ⅱ類，Tg=，多遇地震下αmax=．結構底部剪力標準值 6．各層水平地震作用標準值，故需考慮頂部附加地震作用 δn=+=頂部附加的集中水平地震作用為：ΔFn=δnm MC6A6＝m M C6A6＝CE跨： 標準層：M C5E5＝ M E5C5＝88KNmM E5C5＝m M E6＇C6＇＝為減小誤差，將最終結果中，支座彎矩不變。m MCA＝柱分為邊柱和中柱，每根柱有2個控制截面?？紤]到地震有左震和右震兩種情況，而在前面第八章計算地震作用內(nèi)力時計算的是左震作用時的內(nèi)力，(①+②)+⑤(①+②)⑤兩列，分別代表左震和右震參與組合。當梁下部受拉時，按T形截面控制。翼緣計算寬度按跨度考慮時，b’f=l/3=2000mm；取。說明A’s富余，且達不到屈服，可以近似取M/fy(ho as)= kN?m故配筋218，As=509mm2表51梁正截面配筋計算樓層截面M(kN?m)ξA’s(mm2)As(mm2)實配As + A’s(mm2)六1〈0620509218（509）+320（941）2620320（941）3〈0628509218（509）+320（941）4〈01460742225（982）+420（1256）51140420（1256）6〈01140742225（982）+420（1256）五1〈01149742225（982）+420（1256）21481409420（1256）3〈01149742225（982）+420（1256）4〈01489916225（982）+422（1520）51489422（1520）6〈01589916225（982）+422（1520）四1948981225（982）+420（1256）2101632420（1256）3〈0948981225（982）+420（1256）4〈01103866225（982）+422（1520）51303422（1520）6〈01103866225（982）+422（1520）三1948981225（982）+420（1256）2101632420（1256）3〈0948981225（982）+420（1256）4〈01103866225（982）+422（1520）51303422（1520）6〈01103866225（982）+422（1520）二11509591161225（982）+420（1256）298〈0628420（1256）31509591161225（982）+420（1256）421614111406225（982）+422（1520）5 1130422（1520）614111406225（982）+422（1520）一117611251310225（982）+420（1256）2〈0658420（1256）317611251310225（982）+420（1256）414114110891291225（982）+422（1520）51771489422（1520）6141〈010891489225（982）+422（1520）承載力抗震調(diào)整系數(shù)γRE=。BC跨梁 KN/m 250465=281 KN/m故截面尺寸滿足要求。則h01=45040=410mm，h0=45040=410mm。③當ei/h0≥，ζ1=；當ei/h0＜，ζ1=+≤。②當λ＜1時，取λ=1；當λ＞3時，取λ=3。⑥箍筋加密區(qū)長度底層柱根部取2000mm，其他端部取為10