【正文】 密區(qū)4肢Ф10100，非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100，非加密區(qū)4肢Ф10150加密區(qū)4肢Ф10100，非加密區(qū)4肢Ф10150 表75柱B柱層次456截面尺寸400600400600400600組合一二一二一二M（KN柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10100。m，N= KN 軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)= mm 附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30兩者中的較大值，即700/30=，故取ea= mm。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。梁端截面受壓區(qū)相對高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3101742/，符合二級抗震設(shè)計要求。m 支座A：Mmax= KNm γREMmax== KN計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設(shè)計值，由平衡條件確定。m）活荷載作用下梁的內(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示： 圖65M對于第16層， MAB=q2l21（12α2+α3） =[12（1/3）2+（1/3）3]/12 =（KNq2== KN/mq2，== KN/m外縱墻線密度 [（2）+2]/= KN/mP1=（+）+（+）+25= KNP2=（++）++25= KN（3）、對于第1層，柱子為400mm600mm，其余數(shù)據(jù)同25層，則q1=+= KN/mq1，=25=q和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。m 走道梁 M l b =M r b== KNy1為上下層梁線剛度變化時反彎點高度比的修正值。 s為同層內(nèi)框架柱的總數(shù)。 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：=二層重力荷載代表值為G2=G 恒+G活=（+）+882++++ ++（+） =注：。mm）148501044006001010101026390010440060010101010 表23 各層橫向側(cè)移剛度計算： (D值法)柱的側(cè)移剛度D計算公式：其中為柱側(cè)移剛度修正系數(shù)，為梁柱線剛度比，不同情況下，、取值不同。 fc 為混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值，對C30。根據(jù)以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本教學(xué)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，柱網(wǎng)布置見建筑平面圖。 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)連系梁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。（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1044006001092400101010101010其它跨1044006001098260101010101010 表22 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39004006002536 表33（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 二層有內(nèi)墻。（△u）k為第k層的層間側(cè)移。 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)反彎點高度比。m M r b=*（+）= KN q1=+= KN/mq1，=25=q和q2，分別為樓面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載。m） MBC=q1，l22/12+5q2，l22/96 =+5 = （KN各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力結(jié)果如下表：層次截面位置內(nèi)力SGkSQkSEk(1)SEk(2)γRe[（SGk+）+] ++γReMmaxV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]126AM V B左M V B右M V 5AM V B左M V B右M V 4AM V B左M V B右M V 3AM V B左M V B右M V 2AM V B左M V B右M V 1AM V B左M V B右M V 表67跨間最大彎矩的計算：以第一層AB跨梁為例，說明計算方法和過程。mVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2 =（+）/++ = KN（2+）0，故xal=l/3=x=（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（+）/（+）= Mmax=MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=+（+）（）2/2+（）/2= KN梁的最不利內(nèi)力：經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下： 跨間： Mmax= KNρ=1742/300/665=%ρmin=%，滿足要求。 （3）、箍筋選擇及梁斜截面受剪承載力計算： 梁端加密區(qū)箍筋取Ф8100，箍筋用一級Q235熱扎鋼筋，fyv=210N/mm,則 + =300665+2102665/100 =182700N ρsv= nAsv1/bs=2*ρsvmin== ，非加密區(qū)箍筋取Ф8150。m）柱端剪力計算值：Vc =柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N=剪跨比：Mc/Vch0=*103/2軸壓比：N/fcmbh0=*103/柱正截面承載力計算：先以第1層A柱為例，（1）、最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= KN 軸向力作用點至受拉鋼筋A(yù)s合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+700/240 = ξ=（Nξbfcmbh0）/[ ()/()/(h0as,) +fcmbh0 ]+ξb 按上式計算時，應(yīng)滿足Nξbfcmbh0及Ne. 因為N=ξbfcmbh0=700660= 故可按構(gòu)造配筋，且應(yīng)滿足ρmin=%，單側(cè)配筋率ρsmin≥%，故 As,=As=ρsminbh=%700700=980mm2 選4Ф20，As,=As=1256mm2 總配筋率ρs=31256/700/660=%%柱斜截面受剪承載力計算：以第1層A柱為例，查表可知：框架柱的剪力設(shè)計值V c=剪跨比λ=3，取λ=3軸壓比n=考慮地震作用組合的柱軸向壓力設(shè)計值 N==7002/103= 故取N=(λ+1)+=700660/(3+1)+103=192890N故該層柱應(yīng)按構(gòu)造配置箍筋。m） N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm） l0（m）ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 η e（mm） ξ計算As=As’（mm2） 0實配單側(cè)選4Ф20（1256）選4Ф20（1256）選4Ф20（1256）ρs%%%%%%偏心判斷大小大小大大配箍加密區(qū)4肢Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150加密區(qū)4肢Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150加密區(qū)4肢Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150 表74柱B柱層次123截面尺寸400600400600400600組合一二一二一二M（KN183