【正文】 3Ф22(1140)6支座A 0 5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 5Ф16(1005)AB跨間 2Ф14(308)支座Br 3Ф16(603)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 3Ф14(461)二、框架柱：柱截面尺寸驗(yàn)算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于二級抗震等級，剪跨比大于2。 支座Bl上部： As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）= mm2 實(shí)配鋼筋2Ф22Ф22，As=2724 mm2。m 調(diào)整后剪力：V= KN梁正截面受彎承載力計算： 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。 可知，一、二、三層柱端組合的彎矩設(shè)計值應(yīng)符合下式要求： ΣMc=ηcΣMb 注：ΣMc為節(jié)點(diǎn)上下柱端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設(shè)計值之和，上下柱端的彎矩設(shè)計值可按彈性分析分配。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[（+）/+] = KNBC跨：受力如圖所示：梁上荷載設(shè)計值：q1== KN/m q2=（+*）= KN/m V Gb=+ ln== m左震：M lb= M rb=m右震： MA=考慮到鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有塑性內(nèi)力重分布的性質(zhì)，在豎向荷載下可以適當(dāng)降低梁端彎矩，進(jìn)行調(diào)幅（），以減少負(fù)彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。α=a/l=（1）、對于第6層， MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3） =+[12（1/3）2+（1/3）3]/12 = （KN*m） MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =+5* = （KNm （3）、對于第1層， q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNq2== KN/mq2，== KN/m外縱墻線密度 [（2）+2*]/= KN/mP1=（+）+（+）+25= KNP2=（++）++25= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNq1=25= KN/mq1，=25=q和q2，分別為屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。m）M ui2（KN四、水平地震作用下框架內(nèi)力計算：框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vij*yh M uij=Vij（1y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點(diǎn)高度比。 （△u）k為第k層的層間側(cè)移。第二層：（1）、梁、柱橫梁：AB跨：300mm600mm 18根=BC跨：250mm400mm 9根= 縱梁：819+63=882KN 柱： 類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體積（m3）數(shù) 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱36006506502536（2）、內(nèi)外填充墻重的計算：橫墻總重：縱墻： 比較第二層縱墻與第一層的區(qū)別有： 大廳：一層有鐵門 二層A④⑤、B④⑤、B⑤⑥跨有內(nèi)墻。mm）2EcI0/l（Nn為驗(yàn)算截面以上的樓層層數(shù)。柱網(wǎng)與層高：，如下圖所示： 柱網(wǎng)布置圖 框架結(jié)構(gòu)承重方案的選擇：豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經(jīng)次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側(cè)移剛度。 （2）Ac≥N/uNfc 注：uN 為框架柱軸壓比限值，本方案為二級抗震等級，查《抗震規(guī)范》。mm）⑤⑥跨1043006001094200101010101010其它跨1043006001097200101010101010三、 柱線剛度i c的計算：I=bh3/12層次hc（mm）Ec（N/mm2）bh（mmmm）Ic（mm4）EcIc/hc（N 比較異同后，可得第二層縱墻總重為： +（）+（）+（） =+++ =（3）、窗戶計算（鋼框玻璃窗）： 第一類：尺寸：1800mm2100mm 自重： 數(shù)量：29 重量：29= 第二類：尺寸：1500mm2100mm 自重： 數(shù)量：2重量：2= 總重：+=（4）、門重計算： 木門：尺寸：1200mm2400mm 自重： 數(shù)量： 重量：=（5）、樓板恒載、活載計算（樓梯間按樓板計算）： 面積：+=（m2） 恒載：= 活載：=由以上計算可知，二層重力荷載代表值為G2=G 恒+G活=（+）+882++++ ++（+） =注：。 s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。 y1為上下層梁線剛度變化時反彎點(diǎn)高度比的修正值。m）676260027556576260027556476260027556376260027556272953027556192381029552梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計算： M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） V b=（M l b+ M r b）/ l Ni=∑（V l b V r b）k 具體計算過程見下表：梁端彎矩、剪力及柱軸力的計算層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N6 5 4 3 2 1 例：第六層： 邊梁 M l b= M u 6= KNq2== KN/mq2，== KN/mPP2分別由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的恒載，它包括主梁自重、次梁自重、樓板重等重力荷載，計算如下：P1=[（）2+（+）] ++25= KNP2=[（）2+（+）+（+）2/2] ++25= KN集中力矩M1=P1e1 =（）/2 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm M2=P2e2 =（）/2 = KNm）（2）、對于第15層， MAB=q1l21/12+q2l21（12α2+α3） =+[12（1/3）2+（1/3）3]/12 = （KNηvb梁端剪力增大系數(shù)。m MB=m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[2+] = KN右震：M lb= M rb= ΣMb為節(jié)點(diǎn)左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設(shè)計值之和?？缰姓龔澗匕碩形截面計算縱筋數(shù)量，跨中截面的計算彎矩，應(yīng)取該跨的跨間最大正彎矩或支座彎矩與1/2簡支梁彎矩之中的較大者，依據(jù)上述理論，得：（1）、考慮跨間最大彎矩處： 按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3==2400mm，梁內(nèi)縱向鋼筋選II級熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=ha=60035=565mm，因?yàn)閒cm bf，hf，（ h0 hf，/2）=2400120（565120/2）= ρ=2724/300/565=%ρmin=%，又As，/ As =1742/2724=，滿足梁的抗震構(gòu)造要求。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）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱665061025650610246506102365061022650610217006602B柱665061025650610246506102365061022650610217006602例：第1層A柱：柱截面寬度：b=700 mm柱截面有效高度：h0=70040=660 mm混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計值：fcm= N/mm2柱端彎矩計算值：Mc取上下端彎矩的最大值。 =300565 =V=182700N 可知，截面符合條件。m屬第一類T形截面。橫向框架A柱柱端組合彎矩設(shè)計值的調(diào)整（相當(dāng)于本層柱凈高上下端的彎矩設(shè)計值）層次654321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb） γREN B柱： 第6層，按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。六、框架柱的內(nèi)力組合：取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結(jié)果如下表： 橫向框架A柱彎矩和軸力組合層次截面內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk（1）SEk（2）γRe[（SGk+）+] ++MmaxMM12NNminNmax6柱頂M N 柱底M N 5