【正文】 b’f=/3=6600/3=2200mm 按梁間距考慮： b’f=b+Sn=300+6300=6600mm按翼緣厚度考慮時： h0=565mm,h’f/h0=120/565=,此種情況不起控制作用。 梁BC2 （300x450）跨中截面最不利內(nèi)力： M=按T型截面計算，則翼緣計算寬度：按跨度考慮： b’f=/3=2400/3=800mm按梁間距考慮： b’f=b+Sn=300+6300=6600mm按按翼緣厚度考慮時： h0=565mm,h’f/h0=120/415=,此種情況不起控制作用。梁AB2 （300x600）截面最不利內(nèi)力： ==截面校核： 因為，所以=300565=V滿足要求。 選用8100梁V非加密區(qū)配ρ(%) 加密區(qū)實配(Asv/s)AB1雙肢Φ8150雙肢Φ8100AB2雙肢Φ8150雙肢Φ8100AB3雙肢Φ8150雙肢Φ8100AB4雙肢Φ8150雙肢Φ8100AB5雙肢Φ8150雙肢Φ8100BC1雙肢Φ8150雙肢Φ8100BC2雙肢Φ8150雙肢Φ8100BC3雙肢Φ8150雙肢Φ8100BC4雙肢Φ8150雙肢Φ8100BC5雙肢Φ8150雙肢Φ8100 2．框架柱截面設(shè)計（對底層中柱C1進行計算）(1)已知條件混凝土采用C30，fc=，ft=，縱向受力鋼筋選用HRB400（fy= f’y=360N/mm2），箍筋選用HRB235（fy= f’y=210N/mm2）。⑤ l0/h≤15時，ζ2=；l0/h15時，ζ2=≤。當N≤；當N＞。 + B1內(nèi)力計算表續(xù)跨內(nèi)u=0mx(+) kN/m2 ()2=my(+) kN/m2 ()2= u=mx (u)(+) my (u)(+) 計算簡圖g+q支座mx’()2= my’ kN/m2()2= (2) B2內(nèi)力計算 B2內(nèi)力計算表區(qū)格B2l0x/l0y計算簡圖q39。 + 跨內(nèi)u=0mx(+) kN/m2 ()2=my(+) kN/m2 ()2= u=mx (u)(+) my (u)(+) 計算簡圖g+q支座mx’()2= my’ kN/m2()2=(6) B6內(nèi)力計算 B5內(nèi)力計算表區(qū)格B6l0x/l0y計算簡圖g39?？缰袕澗豰x =1/14(g+q) l0y2=1/14= 支座彎矩mx’=1/10(g+q) l0y2=1/10= (5) B5內(nèi)力計算 B4內(nèi)力計算表區(qū)格B5l0x/l0y計算簡圖g39。3．板內(nèi)力計算(1) B1內(nèi)力計算 B1內(nèi)力計算表區(qū)格B1l0x/l0y計算簡圖q39。當λ＜1時，取λ=1；當λ＞3時，取λ=3。③當ei/h0≥，ζ1=；當ei/h0＜，ζ1=+≤。加密區(qū)箍筋計算： 截面最不利內(nèi)力： ==截面校核： 因為，所以=300415=V滿足要求。按矩形截面考慮，截面有效高度：按單排筋考慮： mm截面抵抗矩系數(shù)：截面相對受壓區(qū)高度：截面配筋面積：最小配筋面積：Asmin= 和支座B左、支座A等同時考慮，實配214+218 (As=817mm2)其余正截面抗彎計算見表：層次截面Mb（）實配一層AB跨間2200565642214+216（710）BC跨間800415237216（402）支座A300565902216+218（911）支座B左300565842216+220（1030）支座B右300415633216+220（1030）二層AB跨間2200565736416（804）BC跨間800415193214(308)支座A300565828214+220(936)支座B左300565687214+216(710)支座B右300415549214+216(710)三層AB跨間2200565617214+216(710)BC跨間800415198214(308)支座A300565687214+216(710)支座B左300565603214+216(710)支座B右300415452414（615）四層AB跨間2200565617214+216（710）BC跨間800415198214(308)支座A300565545214+216（710）支座B左300565504414（615）支座B右300415331214+116（509）五層AB跨間2200565346216（402）BC跨間80041592214 (308)支座A300565269214+216（509）支座B左300565249214+216（509）支座B右300415165214+216（509）（2）正截面受剪承載力計算承載力抗震調(diào)整系數(shù)γRE=。支座B左截面最不利內(nèi)力： 考慮抗震承載力調(diào)整系數(shù)，彎矩設(shè)計值為M==?m。樓層柱截面①恒荷載②活荷載⑤地震作用(右震)①+②(①+②)+⑤MNMNMNMNMN五A21B21 四A21B21三A21B21二A21B21一A21B21（續(xù)）樓層柱截面(①+②)⑤①+②Nmax,MNmin,M|M|max,NMNMNMNMNMN五A21B21四A21B21三A21B21二A21B21一A21B21 91 9850丹東新區(qū)工商局辦公樓設(shè)計(2)考慮強剪弱彎的剪力計算計算公式為：（）樓層梁MctMcbHnV五AB四AB三AB二AB一AB(3)根據(jù)以上計算結(jié)果，由式驗算強柱弱梁，若不滿足，則由調(diào)整柱端彎矩設(shè)計值（ηc=）。m）、軸力圖(單位：KN)3．梁端彎矩調(diào)幅為了保證結(jié)構(gòu)具備必要的塑性變形能力，提高框架結(jié)構(gòu)的延性，在梁端是允許出現(xiàn)塑性鉸的，進行框架結(jié)構(gòu)設(shè)計時，可對框架梁在豎向荷載作用下的梁端負彎矩進行調(diào)幅，即將梁端負彎矩乘以調(diào)幅系數(shù) ，以減少節(jié)點附近梁頂面的配筋量，節(jié)約鋼材。=，將荷載值代入固端彎矩。φT 為考慮非承重墻剛度對結(jié)構(gòu)自振周期影響的折減系數(shù)，~。梁編號梁截面/㎡長度/mgk /（kN/㎡）根數(shù)Gki/ kN∑ Gki / kNKL132KL226KL313KL48KL54(2)各層墻自重標準值計算女兒墻自重總長L=（+）2+4=總重==外墻標準層墻重總長==總重==首層墻重== 內(nèi)墻頂層墻重=18++10+25 KN/m179。= KN/m 女兒墻抹灰： 25KN/m179。梁自重橫向bh=300600自重 25()= kN/m梁抹灰 17[()+] KN/m= KN/m∑ = KN/m橫向bh=300450自重 25()= kN/m梁抹灰 17[()+] KN/m= KN/m∑ = 縱向bh=300600自重 25()= kN/m梁抹灰 17[()+] KN/m= KN/m∑ = KN/m 基礎(chǔ)梁bh=250400基礎(chǔ)梁自重： 25 KN/m = KN/m柱自重bh=500mm500mm 柱自重： 25 KN/m= KN/m 抹灰層： 174 KN/m= KN/m ∑