【正文】 注：Asvi、li為第i根箍筋的截面面積和長度。m）ξ計(jì)算As，（mm2）實(shí)配As，（mm2）計(jì)算As（mm2）實(shí)配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A04Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl04Ф22Ф22(2724)AB跨間2Ф22Ф22(1742)支座Br05Ф25(2454)加密區(qū)四肢Ф880非加密區(qū)四肢Ф8100BC跨間4Ф25(1964)2支座A05Ф25(2454)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl05Ф25(2454)AB跨間4Ф22(1520)支座Br5Ф23(2077)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間4Ф24(1808)3支座A05Ф23(2077)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl05Ф23(2077)AB跨間3Ф23(1246)支座Br5Ф22(1900)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間4Ф26(1593)4支座A04Ф24(1808)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl04Ф24(1808)AB跨間2Ф25(982)支座Br3Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間4Ф20(1256)5支座A03Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl03Ф25(1473)AB跨間2Ф18(509)支座Br5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間3Ф22(1140)6支座A05Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl05Ф16(1005)AB跨間2Ф14(308)支座Br3Ф16(603)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間3Ф14(461) 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。m 調(diào)整后剪力：V= KN 梁正截面受彎承載力計(jì)算抗震設(shè)計(jì)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(jì)算縱筋數(shù)量。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（+）/+]= KNBC跨：受力如圖89所示： 圖 89 BC跨受力圖梁上荷載設(shè)計(jì)值：q1== KN/m q2=（+*）= KN/m V Gb=+ ln== m左震：M lb= M rb=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。m（3）對于第1層q2== KN/mq2，== KN/mP1=（+）= KNP2=（++）= 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。 水平地震作用下框架內(nèi)力計(jì)算 框架柱端剪力及彎矩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。單跨體積：（*）=單跨重量：=數(shù)量：2總重：2=廁所橫墻：墻厚240mm，計(jì)算長度72002400=4800mm，計(jì)算高度3600120=3480mm。F按簡支狀態(tài)計(jì)算柱的負(fù)載面積。圖 21 傳力布置圖第3章 框架結(jié)構(gòu)的計(jì)算簡圖雖然畢業(yè)設(shè)計(jì)要求框架只橫向分析受力，實(shí)際的工程受力較為復(fù)雜，為了更好的理解知識，本設(shè)計(jì)對橫縱均有受力簡圖，如圖 31縱向受力簡圖、圖 32 橫向受力簡圖圖所示圖 33縱向受力簡圖圖 34 橫向受力簡圖第4章 梁、柱截面尺寸的初步確定 梁截面尺寸的初步確定梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。 各層縱向側(cè)移剛度計(jì)算同理，縱向框架層間側(cè)移剛度，如表 55 縱向框架層間側(cè)移剛度表所示：表 55 縱向框架層間側(cè)移剛度表層次123456頂層∑Di（N/mm）1035634935623942398942398942398942398103102∑D1/∑D2=1035634/935623，故該框架為規(guī)則框架。頂部附加地震作用系數(shù)δn=+=+=△F6==各質(zhì)點(diǎn)橫向水平地震作用按下式計(jì)算：Fi=GiHiFEk（1δn）/（∑GkHk）=（KN）地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi為Vi=∑Fk（i=1，2，…n）計(jì)算過程，如表 72 地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi：表 72 地震作用下各樓層水平地震層間剪力Vi層次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN計(jì)算單元范圍內(nèi)的其余樓面荷載則通過次梁和縱向框架梁以集中力的形式傳給橫向框架，作用于各節(jié)點(diǎn)上。m M2=P2e2=（）/2= KNm） 梁端剪力和柱軸力的計(jì)算 恒載作用下例：第6層：荷載引起的剪力：VA=VB=（+）/2= KN VB=VC=（+）/2= KN本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計(jì)。m M rb= 梁的最不利內(nèi)力經(jīng)以上計(jì)算可知，梁的最不利內(nèi)力如下： 跨間： Mmax= KN（3）箍筋選擇及梁斜截面受剪承載力計(jì)算：梁端加密區(qū)箍筋取Ф8100，箍筋用I級Q235熱扎鋼筋，fyv=210N/mm,則+=300565+2102565/100=182700Nρsv= nAsv1/bs=2*ρsvmin==，非加密區(qū)箍筋取Ф8150。軸向力作用點(diǎn)至受拉鋼筋A(yù)s合力點(diǎn)之間的距離e=ηei+h/2as=+700/240=ξ=（Nξbfcmbh0）/[ ()/()/(h0as,) +fcmbh0 ]+ξb按上式計(jì)算時(shí)，應(yīng)滿足Nξbfcmbh0及Ne.因?yàn)镹=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(jì)算以第1層A柱為例，查表可知：框架柱的剪力設(shè)計(jì)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(jì)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。非加密區(qū)還應(yīng)滿足s10d=200mm,故箍筋配置為4Ф10150，柱的配筋圖,如圖92所示：圖 92柱的配筋圖其它各層柱的配筋計(jì)算見下表：如表 9表 9表 9表 96所示：表 93 3層A柱配筋表柱A柱層次123截面尺寸700700650650650650組合一二一二一二M（KNm）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱665061025650610246506102365061022650610217006602B柱665061025650610246506102365061022650610217006602表格 91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(jì)值：fcm= N/mm2柱端彎矩計(jì)算值：Mc取上下端彎矩的最大值。m屬第一類T形截面。 框架柱的內(nèi)力組合如表 87 橫向框架A柱彎矩和軸力、表 88 橫向框架B柱彎矩和軸力組合所示：表 87 橫向框架A柱彎矩和軸力層次截面內(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柱頂M N 柱底M N 4柱頂M N 柱底M N 3柱頂M N 柱底M N 2柱頂M N 柱底M N 1柱頂M N 柱底M N 表 88 橫向框架B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柱頂M N 柱底M N 4柱頂M N 柱底M