【正文】 6(402)5900665216(402)五層1300665322(1140)22300665222(760)3300665320(941)4200365220(628)5900365216(402)1300665322(1140)四22300665222(760)層3300665320(941)4200665220(628)5900665216(402)三層1300640225+2 18(1491)22300665320 (941)3300665225+2 18(1491)4200340320(941)5900665216(402)二層1300640220+2 25(1610)22300665418(1017)3300665422(1520)4200340322(1140)5900365216(402)一層1300640222+225 (1742)22300665322(1140) 續(xù)表 3300665220+2 25(1610)4200340325(147)5900365216(402)在非抗震情況下，框架梁的截面尺寸應滿足： hω /b ≤4時，Vb≤ Asv1 nbh0 ＋ 1所示。h02=106/()=ξ=1=﹤ξb=As =α1 ξm，屬第一類T形截面。ft/ fy｝％=％不配筋BC跨：(1)跨中(按T形截面)： 翼緣寬度取下面三項中最小值：b＇f = Ln/3 = 2800/3 =933 mmb＇f =b＋Sn = 200+(2800400)=2600 mmh＇f /h0 =100/(70035) = ﹥,不起控制作用。fcfch0=763/(350665)=%﹥ρmin=max｛，45M/（α1計算結果如表6。bbf’m﹥ kNh0/fy =不予配筋。m h0=665mm αs = γREb ξm，屬第一類T形截面。h0=2413/(350640)=%﹥ρmin=max｛,45M/α1h02）=106/（）=ξ=1=﹤ξb=As=α1hf’ ξft/ fy｝％=％,%(3)支座BM=–fcb＇fm h0/fy =實際配筋：332 (As =2413mm2)實際配筋率ρ= As/bm h0=640mmαs =γREbf’bf’bh0=1232/(350640)=%﹥ρmin=max｛,45M/（α1fc下部跨間截面按單筋T形截面計算，因α1fc b＇f h＇f (h0hf/2)= 100 (665–100/2)= ξ (2)支座B M= –bf’bf’bh0=1473/(350640)=%﹥ρmin=max｛,45M/（α1fc下部跨間截面按單筋T形截面計算，因α1fc b＇f h＇f (h0hf/2)= 100 (665–100/2)= ξ (2)支座B M= – ξm，屬第一類T形截面。ft/ fy｝％=％,%BC跨：(1)跨中(按T形截面)： 翼緣寬度取下面三項中最小值：b＇f = Ln/3 = 2800/3 =933mmb＇f =b＋Sn = 200+(2800400)=2600 mmh＇f /h0 =100/(40035) = ﹥,不起控制作用。fcfch0=942/(350665)=%﹥ρmin=max｛，45M/（α1受彎構件正截面承載力b’。MMbr=M中間節(jié)點：Mbl=（Mc3zl +Mc2zu）= (+) (+)=M由節(jié)點平衡求得梁端彎矩：邊節(jié)點：Ml3b=+＝MMc4zl ==M中柱：Mc5zu==MMc6bl==MMc1zl ==M中柱：Mc2zu==MMc3bl==M對四層：邊柱：Mc4bu==MMbr=Mc5zu=(+) = KNM（3）彎矩調幅并考慮可變荷載的不利布置，： 可變荷載作用下彎矩圖（3） 剪力計算：同恒載作用下，按簡支跨計算：頂層中跨： 頂層中跨V1＝V2＝=一～五層中跨：V1＝V2＝= KN頂層邊跨： 頂層邊跨V1+=0V1= KN同理：V2=五層邊跨：V1+=0V1= KN同理：V2=四層邊跨：V1+=0V1=同理：V2=三層邊跨：V1+=0V1=同理：V2=二層邊跨：V1+=0V1= KN同理：V2=底層邊跨：V1+=0V1= KN同理：V2=（4） 軸力計算：頂層：邊柱軸力：N6D=P6D+V1=中柱軸力：N6C=P6C+V1+V2=四層：四層邊柱：N4D=PD+ N5D +V1= KN四層中柱：N4C=PC+V1+ N5C +V2= KN三層：三層邊柱：N3D=PD+ N4D +V1=三層中柱：N3C=PC+V1+ N4C +V2= KN二層：二層邊柱：N2D=PD+ N3D +V1=二層中柱：N2C=PC+V1+ N3C +V2= KN底層：底層邊柱：N1D=PD+ N2D +V1=底層中柱：N1C=PC+V1+ N2C +V2= KN（5） 活載作用下的內力簡圖為：剪力（）、軸力（） 可變荷載作用下剪力圖：地震力作用下的內力計算采用D值法，把各層層間剪力Vj分配給該層的各個柱子。頂層及其他層邊跨：M中==M： A5ABBAB5BCCB→←→→←→對二～五層，：P5邊＝P5AB== KN/mP5中＝P5BC==各桿的固端彎矩為：MAB= MBA=P5邊由于頂層活載大小和標準層不一樣，所以分開算。M故梁的跨中彎矩即等于梁端彎矩的平均值減去跨中彎矩組合值。M　（其它層邊跨）對于： 圖 M中＝23+2＝MMBC=g中MM6BE=g6中即：首層框架柱的線剛度計算值:ic=1010=1010Nωo因結構的高度H＝30m,可取βz＝；對于矩形平面μs＝；μz可查荷載規(guī)范得到，當查得得μz ，取μz＝。m)–0––受拉鋼筋的截面面積As=m/(γsh0fy),，即As =m/( h0 fy )。 樓板的結構平面布置圖區(qū)格板B1,B2,B3,B4為雙向板. 樓面板的設計 荷載設計值. . 內力計算(1).計算跨度內跨：l0 = lc(軸線間距) 邊跨：l0 = ln+200＋120/2 （板支承長度a = 120 mm） 彎矩計算 跨中最大彎矩為g+q/2作用下(內支座固定)的跨中彎矩值，與q/2作用下(內支座鉸支)的跨中彎矩值之和。mm在計算內力時。 結構平面布置圖 框架計算簡圖框架剛度計算：：ib=2EcI。（10） 地質條件： 由上至下：人工添土：厚度為1m粉質粘土：厚度為7m，地基承載力特征值為500KPa中風化基巖：可變荷載：，,。外粉刷為1：3水泥砂漿底厚20mm，陶瓷錦磚貼面。（5） 門窗做法：門廳處為鋁合金、玻璃門窗，其他地方為木門、鋼窗。?、圯S線為計算單元，結構計算簡圖如圖2所示，根據地質資料，確定基礎頂面離室外地面為500mm。/l=21043507003/(122400)=1010Nmm3 板的設計 設計資料(1) 樓面做法：樓板頂面為水磨石地面，8~13厚鋪地磚，樓板底面為20mm厚1:2水泥砂漿天花抹面，外加100厚鋼筋混凝土樓板。 按彈性理論計算的各區(qū)隔板的彎矩值板區(qū)格B1B2B3B4L01(m)L02(m)L01/ L02m1(kN按高跨比條件，要求板厚h≥4500/50=84mm,對于辦公樓建筑的樓板，要求h≥80mm，取板厚h=100mm。風荷載計算 層次βzμsZ（m）μzωo (KN/m2)A(m2)Pw(KN)六層五層四層三層12二層一層 （1） 計算框架梁柱的線剛度：框架梁線剛度：邊跨：ib1=104KN為求基底剪力，先要計算結構各層的總重力荷載代表值：頂層： G6= g6AB115+(+)(g6AB2+ g6CD2)+ g6BC2+ G6A+ G6B+ G6C+ G6D+5G柱/2+15=15+2++++++5+15＝G5=G4=G3=G2=gAB1+gBC1+gAB2(+)2+gBC2+GA+GB+GC+ GD+5G柱+[(+)(pAB+ pCD)+ pBC+PA+ PB+ PC+ PD] =++2+9+(+) 2+5+[+6+(+) 2] =G1= G2() G柱/=+5= KN（3） 用“D值法”計算柱的側向剛度，框架各構件線剛度如圖7：其中：i6=i5= i4= i3= i2=1010 N*mm i1=1010 N*mmi61=i51=i41=i31=i21=i11=1010 N*mmi61=i52=i42=i32=i22=i12=1010 N*mm除底層外，其余柱的D值：邊柱 由K=（i61+ i51）/（2 i6）= α=K/（2+K）= 則 D6邊=12αic/hj2=12104 /=11867KN/m中柱 由K=（i61+ i62+ i51+ i52）/（2 i5）= α=K/（2+K）= 則D5中=α12 ic/ hj2=14998KN/m底層柱的D值：邊柱 由K= i11/ i1= α=（+K）/（2+K）= 故D1邊=α12 ic/ hj2= KN/m中柱 由K=（i11+ i12）/ i1= 得α＝（+K）/（2+K）= 故D1中=α12 ic/ hj2=6581 KN/m從而得各層的側向剛度如下：K1=2（D1邊+D1中）=2（＋6581）＝K2= K3= K4= K5= K6=2（D邊+ D中）=2（14998＋11867）＝53730KN/m（4） 用頂點位移法求結構基本周期T1：將各層的重力荷載代表值當作水平力，產生的樓層剪力為：V6=G6= V5= G6+ G5 =+=V4= G4+G5=+=V3= V4+G3=+=V2= V3+G2=V1= V2+G1=求頂點位移，則： U1= V1/ K1= U2= U1+ V2/ K2= U3= U2+ V3/ K3= U4= V4/ K4+ U3= U5= V5/ K5+ U4=U6 = V6 / K6 +U5 == UT