【正文】 面面積：Ac≥N/［μN(yùn)］fcAc：柱截面面積；fc：混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值， ；［μN(yùn)］：框架柱軸壓比限值，本方案按二級抗震等級，；（3）計算A、邊柱：N＝βFgE n＝（）146=（KN）Ac≥N/［μN(yùn)］fc=103/（）＝114430(mm2)取：500mm500mm，A=250000 mm2114430 mm2。（6）樓面均布活載， KN/m2?？紤]框架中填充墻對結(jié)構(gòu)剛度從而對結(jié)構(gòu)自振周期的影響，采用周期調(diào)整系數(shù)α0來折減頂點位移計算抽得周期：T1＝（ΔT）1/2ΔT：假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表Gi。(1) 結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值（2）計算水平地震影響系數(shù)α1查表得一類場地近震特征周期值Tg=。T1＝（ΔT）1/2ΔT：假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表Gi。查表得設(shè)防烈度為8度的αmax=(3)結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEk=α1Geq=*=＞，不考慮頂部附加水平地震作用。以2軸線中框架進(jìn)行計算，框架柱剪力及彎矩計算采用D值法。y框架柱的反彎點高度比 。由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合，所以在框架節(jié)點上還作用有集中力矩，為簡化計算暫不考慮。q1=25+()= KN/mq1，=25=q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。為減少計算誤差，據(jù)此來計算節(jié)點周圍各桿件的彎矩分配系數(shù)；桿端分配彎矩向遠(yuǎn)端傳遞時，底層柱和各層梁的傳遞系數(shù)仍按遠(yuǎn)端為固定支承取為1/2，其它各柱的傳遞系數(shù)考慮遠(yuǎn)端為彈性支承取為1/3。為提高精度，可將節(jié)點不平衡彎矩再分配一次進(jìn)行修正。(1) 考慮框架對稱性，取半框架計算，半框架的梁柱線剛度如圖所示，切斷的橫梁BC線剛度為原來的一倍。梁端剪力V=Vq+Vm式中Vq：染上均面荷載引起的剪力Vq=1/2qL；Vm:梁端彎矩引起的剪力Vm =(M左M右)/L(本方案中彎矩引起的剪很小，可忽略不計)。因此，必須對框架構(gòu)件的控制截面進(jìn)行最不利內(nèi)力組合，并以此作為梁柱截面配筋的依據(jù)?？蚣苤目刂平孛嫱ǔＪ侵?、下兩端截面。1）均布和梯形荷載下，如下圖： VA= （MA+MB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2若VA（2q1+q2）al/2≤0，說明x≤al，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：VAq1xx2q2/（2al）=0將求得的x值代入下式即可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/（6al）若VA（2q1+q2）al/20，說明xal，則x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAx（q1+ q2）x2/2+alq2（xal/3）/2若VA≤0，則Mmax=MA2）同理，三角形分布荷載和均布荷載作用下，如下圖：VA= （MB+MC）/l+q1l/2+q2l/4 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/3l第一層1)AB跨梁：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+）= KN/m左震：MA= KNm右震： MA=413KNm2).BC跨同理，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 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/3l梁上荷載設(shè)計值：q1==3 KN/mq2=（+6）= KN/m左震：MB= MC= KNm第2層1)AB跨梁：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/mq2=（+）= KN/m左震：MA= m右震： MA=376KNm2).BC跨同理，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 x可由下式解得： VA=q1x+x2q2/l可得跨間最大正彎矩值：Mmax=MA+VAxq1x2/2x3q2/3l梁上荷載設(shè)計值：q1==3 KN/mq2=（+6）= KN/m左震：MB=mVB= （MB+MC）/l+q1l/2+q2l/4=(1952)/+3+=0則Mmax發(fā)生在左支座Mmax ==(+*)= mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(+297)/++() =VA（2q1+q2）al/2=(2+) =0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==(+)= KNmq1== KN/mq2=（+）= KN/mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(348+)/+*+()**=(2+) 0, 故xal=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=(+)/(+)= m Mmax=MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=348+(+) ()2/2+()/2= KNmVA= （MBMC）/l+q1l/2+q2l/40則Mmax發(fā)生在左支座Mmax ==(+)= KNmVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(+297)/++() =VA（2q1+q2）al/2=(2+) =0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==(+)= KNmq1== KN/mq2=（+）= KN/mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(294+)/++() =(2+) 0, 故xal=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=(+)/(+)= m Mmax=MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=294+(+) ()2/2+()/2= mVB= （MBMC）/l+q1l/2+q2l/40則Mmax發(fā)生在左支座Mmax ==(+)= KNmVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(+275)/++() =VA（2q1+q2）al/2=(2+) =0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==(+)= KNmq1== KN/mq2=（+）= KN/mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=(275+)/++() =(2+) 0, 故xal=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=(+)/(+)= Mmax=MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=275+(+) ()2/2+()/2= mVA= （MB+MC）/l+q1l/2+q2l/4=(2)/+3+=0右震：MB= MC=110KNm MB=140KNmMB= 31KNm VA= （MB+MC）/l+q1l/2+q2l/4=(2)/+3+=0左震：MB= MC=mM rb=140 KNmV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]=右震：M lb= M rb= KNmM rb= KNmV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（+265）/+]= KN右震：M lb=294 KNmM rb=297 KNmV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2174/+]=(5)第二層：AB跨：q1== KN/mq2=（+）= KN/mV Gb=+左震：M lb= KNmV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（375+）/+]= KNBC跨：q1==3 KN/mq2=（+6）= KN/mV Gb=+ln=. 5= m左震：M lb= M rb=V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]=右震：M lb= M rb=195 KNmM rb= KNηc柱端彎矩增大系數(shù)。經(jīng)計算當(dāng)軸力N=fc Ac=5002/103= KN 時，方符合調(diào)整的條件，可知B柱調(diào)整圖如下：：例：第4層：恒載SGk =（M上+M下）/h=（）/=活載SQk =（M上+M下）/h=（）/=地震作用SEk =（M上+M下）/h=（+）/=調(diào)整：（+）/=橫向框架A柱剪力組合與調(diào)整（KN）橫向框架B柱剪力組合與調(diào)整（KN）框架梁內(nèi)力設(shè)計值見下表： ：抗震設(shè)計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負(fù)彎矩按矩形截面計算縱筋數(shù)量。m支座Bl：Mmax= KN下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcmbf，h02）=106/ξ=1（12αs）1/2=As=ξfcmbf，h0/fy=2200565/310=實配鋼筋4Ф20，As=1256 mm2。 支座Bl上部：As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）=實配鋼筋4Ф25，As=1964 mm2。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋：=250565 =V=可知，需按計算配箍。下表給出了框架柱各層剪跨比和軸壓比計算結(jié)果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應(yīng)考慮抗震調(diào)整系數(shù)，由表可見，各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。m，N=1413 KN軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(1413103)= mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30兩者中的較大值，即500/30=，故取ea=20 mm。軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(1252103)=初始偏心矩：ei=e0+ea=+20=長細(xì)比l0/h=4700/700=5，故應(yīng)考慮偏心矩增大系數(shù)η。查表得，最小配筋率特征值λv=，則最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=柱箍筋的體積配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=4508/100/450/450=%%,符合構(gòu)造要求。非加密區(qū)還應(yīng)滿足s10d=200mm,故箍筋配置為4Ф10150，柱的配筋圖如下圖所示：（3）框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)截面抗震驗算：由節(jié)點兩側(cè)梁的受彎承載力計算節(jié)點核芯區(qū)的剪力設(shè)計值，如節(jié)點兩側(cè)梁不等高，計算時取兩側(cè)梁的平均高度，即hb=600mmhb0=565mm二級框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)組合的剪力設(shè)計值Vj按下式計算：Vj=(ηjbΣMb)[1(hb0as,)/(Hchb)]/ (hb0as)注：Hc為柱的計算高度，可采用節(jié)點上、下柱反彎點之間的距離，即Hc=+= ΣMb為節(jié)點左右梁端逆時針或順時針方向組合彎矩設(shè)計值之和，即ΣMb= bj=bc=500mm, hj=500mm可知，=500500/=2145000N≥Vj=799260N，滿足要求節(jié)點核芯區(qū)的受剪承載力按下式計算：Vj≤[++fyvAsvj(hb0as,)/s]/γRE注：N取第2層柱底軸力N==5002=1787KN二者中的較小值，故取N=858KN。m）柱端剪力計算值：Vc =柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N=692/= KN剪跨比：Mc/Vch0=2軸壓比：N/fcmbh0=（1）柱正截面承載力計算：①最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= KNm此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載效應(yīng)，故不必進(jìn)行調(diào)整。柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10100。 s為箍筋間距。為驗算方向柱截面寬度。：對于樓板，根據(jù)塑性理論，l02/l013時，在荷載作用下，在兩個正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01=2，故屬于雙向板。各區(qū)格計算跨度見下表： 彎矩計算跨中最大正彎矩發(fā)生在活荷載為棋盤式布置時，它可以簡化為內(nèi)支座固支時，g+q/2作用下的跨中彎矩值與當(dāng)內(nèi)支座絞支時+q/2作用下的跨中彎矩值兩者之和，支座最大負(fù)彎矩可以近似按活荷載滿布求得，即內(nèi)支座固支時g+q作用下的支座彎矩，視樓蓋邊梁對板的作用為固支。mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2＇= M2＇＇=( g+q)L012==mM2=(+)( g+q/2)L012+(+)q/2L012 =(+)+(+)=mM2=(+)( g+q/2)L012+(+)q/2L012