【正文】 m　　 VGb＝（+）＝ KN調(diào)整后的剪力值大于組合表中的靜力組合剪力值故按調(diào)整后的剪力值進行斜截面計算 斜截面計算見表323　　　　　　　　　　　表323 梁的斜截面強度計算 截面
支座A右
支座B左
支座B右
設(shè)計剪力V′（KN）
γRE V′（KN）
調(diào)整后V（KN）
γRE V（KN）
214
bh0（mm）
300565
300565
300565
（KN）
V
V
V
箍筋直徑ф（mm）肢數(shù)（n）
n＝2ф8
n＝2ф8
n＝2ф10
AsV1（mm）
箍筋間距S（mm）
100
100
80
Vcs＝ fcbh0+
γRE V
γRE V
270γRE V
ρ＝ （％）
ρsvmin＝（％）
　　　　根據(jù)國內(nèi)對低周反復(fù)荷載作用下鋼筋混凝土連續(xù)梁荷懸臂梁受剪承載力試驗反復(fù)加載使梁的受剪承載力降低考慮地震作用的反復(fù)性（4） 柱截面設(shè)計　　以第一、二層B柱為例對圖18中的ⅠⅠ、ⅡⅡ、ⅢⅢ截面進行設(shè)計　　混凝土為C30fc＝縱向受力鋼筋采用HRB400（）　　 箍筋選用HRB235（）　　柱截面尺寸： 底層 500mm500mm 其他層 450mm450mm構(gòu)造要求：　　抗震調(diào)整系數(shù) 　　三級抗震設(shè)防要求框架柱縱筋最小配筋百分比滿足 ﹪　　則　　=500450=1575 mm2　　=410450=1292 mm2軸壓比驗算表324 軸壓比限值 類型
抗震等級
一
二
三
框架柱
框支柱
　　　　由B柱內(nèi)力組合表21查得： 　　NⅠ1= KN　　μc ＝　?。健　ⅡⅡ= KN　　μc＝=　　NⅢⅢ＝ KN　　μc＝＝ 　　均滿足軸壓比限值得要求 根據(jù)B柱內(nèi)力組合選擇最不利內(nèi)力并考慮上述各種調(diào)整及承載力抗震調(diào)整系數(shù)后各截面控制內(nèi)力如下：　?、瘼窠孛妫孩? M＝＝ KNmV的單位為KN　　圖319 第一層梁內(nèi)力示意 單位：KNm　　 N＝＝ KN　　 ② M＝ KNm　　BC跨：順時針方向 bν＝ KNm ；Mbr＝m　　 N＝680 KN　　截面采用對稱配筋具體配筋計算見表325表中：　　 e0＝　　 ea＝（－e0）當e0 h0時取ea＝0　　 ei＝e0＋ea　　 ξ1＝＋　　　ξ2＝－當15時取ξ2＝　　　η＝1＋（）2ξ1ξ2　　　e＝ηei＋－as　　　ξ＝（大偏心受壓）　　　ξ＝（小偏心受壓）　　　As＝Asˊ＝（大偏心受壓）　　　As＝Asˊ＝（小偏心受壓）　　上述各式中： e0軸向力對截面行心的偏心距； ea附加偏心距； ei初始偏心距； ξ1偏心受壓構(gòu)件的截面曲率修正系數(shù)； ξ2考慮構(gòu)件長習(xí)比對截面曲率的影響系數(shù)； η偏心距增大系數(shù)； e軸力作用點到受拉鋼筋合力點的距離； ξ混凝土相對受壓區(qū)高度； As、Asˊ受拉、受壓鋼筋面積 表325 柱正截面受壓承載力計算截面
ⅠⅠ
ⅡⅡ
ⅢⅢ
M（KNm已知條件：　　混凝土強度等級為C30（ft＝fc＝）縱筋為HRB335（fy＝310 N/mm2）箍筋為HRB235（fy＝210 N/mm2） 梁的截面尺寸300mm600mm 300mm500mm 兩種 則h01=60035=565mm。m　　　　計算中Mbν＋Mbr取順時針方向荷逆時針方向中較大者　　 剪力調(diào)整：　　AB跨： Mbν＋＋ = + =m　　 N＝＝ 　　 ② M＝ KN （2） 抗震設(shè)防　 七度抗震（3）層面做法： 　　　二氈三油防水層；　　　冷底子油熱瑪蹄脂二道；　　　水泥石保濕層（200mm厚）；　　　20mm厚水泥砂漿找平層；:　　　120mm后鋼筋混凝土整澆層；　　　粉底（4）樓面做法： 　水磨石地面；　　　120mm厚鋼筋混凝土整澆層；　　　粉底（或吊頂）　　　混凝土強度等級為C30縱筋2級箍筋1級（5） 活荷載標準值：　　上人屋面均布活荷載標準值： KN/m2　　樓面活荷載標準值： KN/m2 結(jié)構(gòu)設(shè)計計算書 梁柱截面尺寸：(1) 梁的截面尺寸　　因為梁的跨度較接近可取跨度較大者進行計算　　L=6600m橫向 h=（1/8～1/12）L=550mm～825mm 取h=600mm　　　　　b=（1/3～1/2）h=200mm～300mm 取b=300mm縱向 h=（1/8～1/12）L=300mm～450mm 取h=500mm　　　　　b=（1/3～1/2）h=167mm～250mm 取b=250mm走廊 h=（1/8～1/12）L=200mm～300mm 取h=300mm b=（1/3～1/2）h=100mm～150mm 取b=200mm (2) 梁的計算跨度　　以上柱形心線為準由于建筑軸線與墻軸線不重合故建筑軸線與結(jié)構(gòu)計算跨度相同見圖中所示　　底層柱高度：h=++=其它柱高等于層高由此得框架計算簡圖 （2） 柱的截面尺寸本工程為現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)7度設(shè)防高度小于30m抗震設(shè)防等級為二級根據(jù)經(jīng)驗荷載為15 KN/m2N=15（+）=243（KN）由軸壓比限值得 =243103（3） 計算簡圖 33框架結(jié)構(gòu)計算簡圖 梁柱線剛度計算 根據(jù)公式i=EI/L 可以得出梁柱的線剛度如下：梁 L1: h=600mm b=300mm 慣性距：I=1/12bh3=1/123006003=109 mm4　　L3: h=500mm b=300mm慣性距：I=1/12bh3=1/122505003=109 mm4走廊 L2：h=600mm b=300mm 慣性距：I=1/12bh3=1/122003003=109 mm4 柱 Z1：h=500mm b=500mm 慣性距：I=1/12bh3=1/125005003=109Z2: h=450mm b=450mm 慣性距： I=1/12bh3 =1/12450　4503=109 mm　梁 iA8B8=EI/L=（109/6600）/E=105 E　柱 iA0B1=EI/L=109/3900=105 E　 iA1B2=EI/L=109/3300=105 E　　將梁柱的線剛度標于計算簡圖中 　　　　　　　　 　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　　 荷載計算（1） 恒荷載計算屋面框架梁線剛度標準值二氈三油防水層 冷底子油熱瑪蹄脂二道 KN/m2200mm厚泡沫混凝土保溫層 6=120mm 厚現(xiàn)澆板 25=3 KN/m215 mm厚吊頂與粉底 17= 6KN/m2　　　合計 KN/m2（2） 樓面均布恒載標準層樓面大理石面層水泥砂漿擦縫30厚1：3干硬性水泥砂漿面上撒2厚素水泥水泥砂漿結(jié)合層一道結(jié)構(gòu)層：120厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土板 25=3 KN/m2抹灰層：10厚混合砂漿 17= KN/m2 合計 KN/m2 （3） 屋面均布活荷載： 雪荷載標準值： （10++2+）（2++）= 257KN計算重力荷載代表值由于設(shè)計的是可上人屋面 KN/m2則 八層屋面活荷載標準值為： （++）（2++）2+ = 1999 KN（4） 樓面均布活荷載： KN/m2走廊樓梯 KN/m2樓面均布活荷載標準值為： （10++2+）（2+）2 = KN（5） 梁柱自重（ 包括梁側(cè)梁底柱的抹灰重量）　　梁側(cè)梁底抹灰近似加大了梁寬考慮　　例如： = KN　　表31 梁柱自重編號
截面（m2）
長度（m）
根數(shù)
每根重量（KN）
L1
208
L2
104
L3
48
L4
336
Z1
52
Z2
364
　　
　　 (6) 荷載分層總匯　　 將上述分項荷載相加得集中于各層樓面的重力荷載代表值如下： 第四層：G4 = 第三層：G3 = 第二層：G2 = 第一層: G1= 3471++26+13+124+52+52+1698+1316+365+512= 框架的側(cè)移驗算.（1） 橫梁線剛度.　　混凝土C30Ec=3107KN/m2 fe= 在框架結(jié)構(gòu)中為考慮這一有利作用在計算梁的截面慣性矩時對現(xiàn)澆樓面的邊框架取I= 對中框架梁取I=、（I0為梁的截面慣性矩）；　　 建筑物總重力荷載代表值為： 84772KN （2） 橫向框架柱的側(cè)移剛度D值計算.　　　柱線剛度列于下表表3－4柱線剛度柱號（Z）
截面（m2）
柱高度h（m）
慣性矩Ic=bh3/12 （m4）
線剛度KcKc=EIc/h
Z1
103
104
Z2
103
104
注：E=3107 KN/m2橫向框架側(cè)移剛度D值計算見下表3－5 表3－5 橫向框架側(cè)移剛度D值計算層
柱類型
根數(shù)
底層
邊框邊柱
8870
4
邊框中柱
（+）/=
12649
4
中框邊柱
9363
18
中框中柱
（+）/=
11498
18
∑D
461574
. 四．層
邊框邊柱
（+）/（2）=
13424
4
邊框中柱
（2+）/（2）=
20290
4
中框邊柱
（4. 9+4. 9）/（2）=
15030
18
中框中柱
（4. 92+）/（2）=
18515
18
∑D
738666
（3） 橫向框架的自振周期　　按頂點位移法計算框架的自振周期 式中　　　α0基本周期調(diào)整系數(shù)　　 △T框架的頂點位移計算結(jié)構(gòu)基本自振周期用的假想頂點位移即假想把集中在樓層處的重力荷載代表值作為水平荷載按彈性剛度計算結(jié)構(gòu)頂點位移m　　在未求出框架的周期前無法求出框架的地震力及位移△T是將框架的重力荷載視為水平作用力求得的假象框架頂點位移然后由△T求出T1在用T1求得框架結(jié)構(gòu)的底部剪力進而求出框架多層剪力和結(jié)構(gòu)真正的位移表3－6 橫向框架頂點位移層次
Gi（KN）
∑Gi（KN）
Di（KN/m）
層間相對位移δ=∑Gi/ Di
△i

4
10741
51751
738666
3
10741
62492
738666
2
10741
73233
738666
1
11539
84772
461574
T1=== （s） 框架的變形驗算.多遇地震作用下層間彈性位移驗算見下表表3－8橫向變形驗算層次
層間剪力Vi（KN）
層間剛度Di（KN）
層間位移Vi/Di（m）
層高（m）
層間相對彈性轉(zhuǎn)角θe


4
738666
1/1000
3
738666
1/892
2
2916
738666
1/846
1
3032
461574
1/745
　　層間彈性相對轉(zhuǎn)角均滿足要求θe[θe]=1/450 框架的內(nèi)力分析　　以上框架為例進行計算 邊框架和縱向框架的計算方法、步驟與橫向中框架完全相同故不再贅述　　 梁端彎矩、柱軸力見表310　　中柱兩側(cè)梁端彎矩按梁線剛度分配 表310 地震力作用下框架梁端彎矩及柱軸力層次n
AB跨
BC跨
柱軸力
lm
M左KNm
M右KNm
VbKN
lm
M左KNm
M右KNm
VbKN
NDKN
NJKN
4

3

2

1

　　中柱兩側(cè)梁端彎矩按