【正文】 載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂=N底N頂=N底654321五、框架梁的內力組合：結構抗震等級：根據《抗震規(guī)范》，本方案為二級抗震等級。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。 y1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k注：∑D ij 為第i層的層間側移剛度。集中于各樓層標高處的重力荷載代表值G i的計算結果如下圖所示：各質點的重力荷載代表值第三部分：框架側移剛度的計算一、 橫梁線剛度i b的計算：類別Ec（N/mm2）bh（mmmm）I0（mm4）l（mm）EcI0/l（N 單跨體積：= 單跨重量：= 數量：22 總重：22= BC跨墻：墻厚370mm，計算長度1800mm，計算高度3300700=2600mm。 fc 為混凝土軸心抗壓強度設計值，對C30。本方案中，需近似的按橫向的平面框架分別計算。畢業(yè)設計書 淮陰工學院繼續(xù)教育學院第一部分：工程概況一、建筑地點：江蘇省金湖縣二、建筑類型：六層綜合樓，框架填充墻結構。九、梁、柱截面尺寸的初步確定：梁截面高度一般取梁跨度的1/12～1/8。計算過程：對于邊柱：N=βF gE n=146=（KN）Ac≥N/uNfc=103/（mm2）取600mm600mm 對于內柱：N=βFg E n=146=（KN） Ac≥N/uNfc=*103/（mm2） 取600mm600mm梁截面尺寸（mm）混凝土等級橫梁（bh）縱梁（bh）AB跨、CD跨BC跨C30300700250400300700柱截面尺寸（mm）層次混凝土等級bh1C3060060026C30600600第二部分：重力荷載代表值的計算一、資料準備：查《荷載規(guī)范》可?。骸⑽菝嬗谰煤奢d標準值（不上人）4mm厚APP改性瀝青防水卷材防水層（上帶細砂保護層） 10=20厚1：2水泥找平層 20= KN/m21：10水泥砂漿珍珠巖找坡，最薄處30厚 20= KN/m2100厚阻燃型苯乙烯泡抹塑料保溫板 = KN/m220厚1：3水泥砂漿找平層，上刷聚氨酯防水涂料一層 20= KN/m2100厚鋼筋混凝土板 25= KN/m210厚混合砂漿刮大白 17= KN/m2 合計 KN/m15層樓面：10厚1：1水泥砂漿 20= KN/m220厚大理石 28= KN/m2 20厚1：3水泥砂漿找平層 20= KN/m2100厚鋼筋混凝土板 25= KN/m220厚1：3水泥砂漿找平層 20= KN/m210厚混合砂漿刮大白 17= KN/m2 合計 KN/m屋面及樓面可變荷載標準值：上人屋面均布活荷載標準值 KN/m2樓面活荷載標準值 KN/m2屋面雪荷載標準值 SK=urS0== KN/m2 （式中ur為屋面積雪分布系數）、梁柱密度25 KN/m2蒸壓粉煤灰加氣混凝土砌塊 二、重力荷載代表值的計算：第一層：（1）、梁：類別凈 跨（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體 積（m3）數 量(根)單 重（KN）總 重（KN）橫梁66003007002516556180025040025836縱梁72003007002514柱：類別計算高度（mm）截 面（mm）密 度（KN/m3）體 積（m3）數 量（根）單 重（KN）總 重（KN）柱420060060025401510（2）、內外填充墻重的計算： 橫墻： AB跨、CD跨墻：墻厚370mm，計算長度6600mm，計算高度4200700=3500mm。 單跨體積：（）= 單跨重量：= 數量：2 總重：2= 廁所橫墻：墻厚240mm，計算長度72002400=4800mm，計算高度3300100=3200mm。mm）（N （△u）i為第i層的層間側移。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。q2== 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= （KN框架梁內力組合：本方案考慮了三種內力組合，+， SGk + SQk+。mγReMmax== KNm M rb=第3層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/。m 支座Bl：Mmax= KN（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間截面的2Ф22Ф22鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=1742 mm2，再計算相應的受拉鋼筋As，即支座A上部， αs=[M fy, As，(h0a,)]/（fcmbf，h02）=[1063101742(66535) ]/ ξ=1（12αs）1/2=可近似取, As=M/fy/(h0a,)=106/310/（66535）= 實配鋼筋4Ф22Ф22，As=2724 mm2 支座Bl上部：As=M/fy/(h0a,)=106/310/（66535）= mm2 實配鋼筋4Ф22Ф22，As=2724 mm2。m）ξ計算As，（mm2）實配As，（mm2）計算As（mm2）實配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A 0 4Ф22Ф22(2724) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 0 4Ф22Ф22(2724) 加密區(qū)四肢 Ф880非加密區(qū)四肢Ф8100BC跨間 4Ф25(1964)2支座A0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)3支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)4支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)5支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)6支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)二、框架柱：柱截面尺寸驗算：根據《抗震規(guī)范》，對于二級抗震等級，剪跨比大于2。ξ1=6002/（103）=取ξ1=又l0/h15，取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72560/1400/=軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+600/240 = mm對稱配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=103/ξb=。m此組內力是非地震組合情況，且無水平荷載效應，故不必進行調整。柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN梁斜截面受剪承載力計算：