【正文】 變和施工方便取截面高度為 400mm 截面寬度 b： 400mm 1/2=200mm 400mm 1/3=133mm 即截面寬度 b： 133mm ～ 200mm 考慮到剛度突變和施工方便取截面高度為 250mm （ 3） 縱 梁 對跨度為 5100mm 的縱梁： 截面高度 h： 5100mm 1/12=417mm 5100mm 1/8=625mm 即截面高度 h： 417mm ～ 625mm 則取截面高度為 500mm 截面寬度 b： 500mm 1/2=250mm 500mm 1/3=167mm 即截面寬度 b： 167mm ～ 250mm 則取截面寬度為 250mm 縱上可將估計梁的截面尺寸匯總于下表 32 表 32 梁截面尺寸（㎜）確定 層次 橫梁（ b h） 縱梁（ b h） AB 跨、 CD 跨 BC跨 1～ 6 層 250 600 250400 250 500 6 梁的計算跨度 框架梁的計算跨度以上柱形心線為準，而建筑軸線與墻軸線不重合，所以柱建筑軸線結構計算跨度相同 柱的高度 底層柱高度： ++= m。因而得到樓面均布恒載標準值 (樓梯間按樓板計算 )： = 樓面均布活荷載 樓面活載標準值按 ㎡ 來參與計算： = 梁柱的自重 此處計算包括梁側面、梁底面， 柱的側面抹灰重量： （ 1） 梁的自重： 在此計算過程中，梁的長度按凈跨長度，即把梁的計算跨度減掉柱的寬度來參與計算過程： 1L ：長度 nl =－ =（扣除一個柱寬） 2L ：長度 nl =－ － =（扣除一個柱寬） 3L : 長度 nl =－ = 9 表 33 粱、柱重力荷載計算 層 次 構 件 b h m m r 3/mKN β g mKN/ il m n iG KN ?iG KN 1 層 邊橫 梁 25 20 中橫梁 25 10 縱 梁 25 36 柱 25 40 2～ 6層 邊橫 梁 25 6 20 中橫梁 25 10 縱 梁 25 36 柱 25 40 注：（ 1）上表中梁截面的確定，考慮到抹灰層乘以 （ 2）此處抹層按近似加大梁寬考慮，按每立方 25 KN 計算 （ 3）梁的長度都按凈跨長度計算 （ 4）柱因四面抹灰乘以 （ 5）抹層記入柱內(nèi)，按每立方 25 KN 計算 墻體自重的計算 墻體為 240mm 厚灰砂磚 3(20 / )kN m ，外墻面貼瓷磚（包括打底找平） 2( / )kN m ，內(nèi)墻面為 20 ㎜厚抹灰 3(17 / )kN m ，則外墻單位墻面重力荷載為： 20 17 /k N m? ? ? ? ? 內(nèi)墻為 120 mm 厚灰砂磚 3(20 / )kN m ，兩側均為 20 ㎜厚抹灰 3(17 / )kN m 。 水平地震作用下框架的彎距圖，梁端剪力圖及柱軸力圖如下 圖 36 所示： 20 圖 36 (a)地震作用力下的框架彎矩圖 21 圖 36(b)地震作用下的框架剪力圖 (KN) 22 圖 36（ c） 地震作用下的框架軸力圖 豎向荷載作用下橫向框架的內(nèi)力分析 此處仍用中框 架 7 為例來進行 23 計算單元的選擇確定 圖 37 計算單元圖 計算單元寬度 ,直接傳給框架的樓面荷載如圖中的陰影所示 ,計算單元范圍內(nèi)的其余樓面荷載則通過縱向框架以集中力的形式傳給橫框架 ,作用于各節(jié)點上 ,由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。 板傳來 2 (12 ()^2+()^3) q2 梁線荷載 橫墻線荷載 0 q239。 表 317： 1－ 5 層 1q 、 39。 板傳來 2 5/8 p1 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 ( 5/8) 縱梁自重 縱墻自重 p2 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 (5/8)+(12()^2+()^3) 縱梁自重 縱墻自重 10 26 2 ） 活荷載作用下柱的內(nèi)力計算 活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所 圖 310 各層梁上作用的活荷載 表 318： 屋面 1q 、 39。 板傳來 2 5/8 p1 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 ( 5/8) 縱梁自重 0 縱墻自重 0 p2 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 (5/8) + (12()^2+()^3) 縱梁自重 0 縱墻自重 0 27 表 319： 15 層 1q 、 39。 板傳來 2 5/8 p1 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 ( 5/8) 縱梁自重 0 縱墻自重 0 p2 次梁 (橫 )自重 0 板傳來 (1. 55/8) +(12()^2+()^3) 縱梁自重 0 縱墻自重 0 荷載作用下梁的內(nèi)力計算 梁端、柱端彎距采用彎距二次分配法計算。 表 324 活荷載作用下梁端剪力及柱軸力（ KN） 層次 荷載引起剪力 彎矩引起剪力 總剪力 柱軸力 AB 跨 BC 跨 AB 跨 BC 跨 AB 跨 BC跨 A 柱 B 柱 VqA=VqB VqB=VqC VmA=VmB VmB=VmC VA VB VB=VC N 頂 N 底 N 頂 N 底 6 0 6 1 1 9 9 5 0 4 115.76 115.76 6 6 4 0 0 173.75 173.75 128.80 128.80 3 0 0 231.75 231.75 171.63 171.63 2 0 8 289.76 289.76 214.45 214.45 1 0 6 330.39 330.39 257.35 257.35 調(diào)幅后 37 6 8 1 5 2 8 4 6 3 3 7 3 2 8 2 1 2 8 38 圖 313 恒荷載作用下框架彎矩圖 （ ） 注 :梁端彎矩要乘以 調(diào)幅系數(shù) ,左右彎矩是對稱的 . 39 圖 314 活荷載作用下框架彎矩圖 （ ） 注 :梁端彎矩要乘以 調(diào)幅系數(shù) ,左右彎矩是對稱的 . 風荷載作用下框架的內(nèi)力分析 建筑物的層數(shù)較少 ,可以不考慮風荷載。 框架柱內(nèi)力組合 框架柱取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結果參見表 328 和表 330 所示： 表 328 A 柱內(nèi)力組合表 層 次 位置 內(nèi) 力 荷載類別 豎向 荷載組合 豎向荷載 與地震力組合 恒載 ① 活載 ② 地震荷載 ③ ① +② ① +② (① +② ) +③ 6 柱 頂 M 46 續(xù)表 328 層 次 位置 內(nèi) 力 荷載類別 豎向 荷載組合 豎向荷載 與地震力組合 豎向 荷載組合 豎向荷載 與地震力組合 恒載 ① 活載 ② 地震荷載 ③ ① +② ① +② (① +② ) +③ N V 柱底 M N 5 柱頂 M N V 柱底 M N 4 柱頂 M N V 柱底 M N 3 柱頂 M N V 柱底 M N 2 柱頂 M N 47 續(xù)表 328 層 次 位置 內(nèi) 力 荷載類別 豎向 荷載組合 豎向荷載 與地震力組合 豎向 荷載組合 豎向荷載 與地震力組合 恒載 ① 活載 ② 地震荷載 ③ ① +② ① +② (① +② ) +③ V 柱底 M N 1 柱頂 M N V 柱底 M N 注：（ 1）彎矩單位 ，軸力單位 KN。 截面設計 承載力抗震 調(diào)整系數(shù) 考慮地震 作用時，結構構件的截面設計采用下面的表達式： RERs r? 式中： REr ：表示承載力抗震調(diào)整系數(shù)見表 331 所示 s ：表地震作用效應或地震作用效應與其它荷載效應的基本組合 R ：結構構件的承載力 在此截面配筋時，組合表中與地震力組合的內(nèi)力均應乘以 REr 再與靜力組合的內(nèi)力框進行比較，挑選出最不利內(nèi)力： 表 331 承載力抗震調(diào)整系數(shù) REr 的值 材料 結構構件 受力狀態(tài) REr 鋼 梁 受彎 50 筋 混 凝 土 軸壓比〈 的柱 偏壓 軸壓比 的柱 偏壓 抗震墻 偏壓 各類構件 受剪，偏拉 橫向框架梁截面設計 梁的控制截面如圖 317 所示 圖 317 梁的內(nèi)力示意 混凝土強度等級： C35： 10 /cf K N m?? 10 /tf K N m?? 鋼筋的強度等級：縱筋： II 級 23 0 0 /yyf N m m f??’ 箍筋： I 級 22 1 0 /f N m m f??’ 式中 cf ：表示混凝土立方體抗壓強度設計值 tf : 表示混凝土立方體抗壓強度設計值 yf ：表示鋼筋的抗拉強度設計值 yf’ ：表示鋼筋的抗壓強度設計值 在計算中用 yf 與 yf’ 相等，可以代換使用： 1） 梁的正截面強度計算 梁的正截面強度計算見表 332— 表 337 所示 51 表 332 第 1 層框架梁正截面強度計算 一層 AB 跨 BＣ跨 截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ V M (KNm) γREM0 (KN10()2 fu c f f hM f b h h? ? ? 最小配筋為 :﹪ , tyff = =﹪中較小值 52 支座截面 : 最小配筋為 :﹪ , tyff = =﹪中較小值 當梁下部受拉時 ,按 T形截面設計。m) bh0 （ mm2） 250 565 250 565 250 565 250 365 250 365 53 續(xù)表 333 二 層 AB 跨 BＣ跨 截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ V bm) αs=γREM0/α1fcbh02 ξ=1（ 12αs） 1/2 AS=ξα1fcbh0/fy 974 716 1087 1482 1476 選筋 5 20 4 20 5 20 5 20 5 20 實配面積 (mm2) 1570 1256 1570 1570 1570 ρ(%) % % % % % h0(mm) 565 565 565 365 365 剪力 (KN) fc α 1 b(mm