【正文】 AB跨板傳給次梁： = KN次梁重（包括抹灰）： （）25= P1 = 縱梁自重（包括抹灰）： （）25= AB跨板傳給次梁 ： = KNBC跨板傳給次梁 ： = KN次梁重（包括抹灰）： （）25= P2 = 集中力矩M1=P1e1 =（）/2= KN在恒載和活載作用下，跨間可近似取跨中的M代替， 式中： 、為梁端左右端彎矩見圖315，圖316中所示 跨中M若小于，那么應(yīng)取在豎向荷載與地震力組合時，跨間最大彎矩采用數(shù)解法來進(jìn)行計(jì)算如圖318所示：圖318 框架梁內(nèi)力組合圖 圖中： 、表示重力荷載作用下梁端彎矩 、表示水平地震作用下梁端彎矩 表豎向荷載與地震荷載共同作用下梁端反力對圖中作用點(diǎn)取彎矩可見： 那么任意截面x處的彎矩為： 由時，可求得跨間的位置為： 將代入任意截面處彎矩表達(dá)式，可得跨間最大彎矩為： 當(dāng)右震時，公式中反號即可以?？缰姓龔澗匕碩形截面計(jì)算縱筋數(shù)量，跨中截面的計(jì)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(jì)，翼緣計(jì)算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3=，梁內(nèi)縱向鋼筋選II級熱扎鋼筋，（fy=fy，=300N/mm2），h0=ha=60035=565mm，因?yàn)閒c bf，hf，（ h0 hf，/2）=2030100（565100/2）=由于框架結(jié)構(gòu)的底層柱過早出現(xiàn)塑性屈服，將影響整個結(jié)構(gòu)的變形能力。 McⅢⅢ＝＝ KNm Mcl＝ KNξ1=5502/（103）=，故取ξ1= 又l0/h15， 取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+510/1400/= ηei===510=153mm,故為小偏心受壓， 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 e=ηei+h/2as=+550/240 = ξ=（Nξbfcmbh0）/[ ()/()/(h0as,) +fcbh0 ]+ξb 按上式計(jì)算時，應(yīng)滿足Nξbfcbh0及Ne 因?yàn)镹=ξbfcbh0=550510= 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=%550550=605mm2 選4Ф25，As,=As=1964mm2 總配筋率ρs=1964/550/510=%%A、B柱的計(jì)算結(jié)果如表33338所示：表337 A柱的正截面受壓承載力計(jì)算截面ⅠⅠⅡⅡⅢⅢM（KNmMcⅡⅡ＝（）＝ KN各層梁的斜截面配筋計(jì)算如下：表332 五層梁斜截面強(qiáng)度計(jì)算截 面支座支座支座設(shè)計(jì)剪力 （KN） （KN）調(diào)整后剪力V （KN） （KN） 250565250565250365 （KN） V V V箍筋直徑肢數(shù) ftbh0γRE VγRE VγRE V箍筋間距s （㎜）取200取200取200 （%） （%）表333 四層梁斜截面強(qiáng)度計(jì)算截 面支座支座支座設(shè)計(jì)剪力 （KN） （KN）調(diào)整后剪力V （KN） （KN） 250565250565250365 （KN） V V V箍筋直徑肢數(shù) ftbh0γRE VγRE VγRE V箍筋間距s （㎜）取200取2001192（取200） （%） （%）表334 三層梁斜截面強(qiáng)度計(jì)算截 面支座支座支座設(shè)計(jì)剪力 （KN） （KN）調(diào)整后剪力V （KN） （KN） 250565250565250365 （KN） V V V箍筋直徑肢數(shù) ftbh0γRE VγRE VγRE V箍筋間距s （㎜）200200（取200） （%） （%）表335 二層梁斜截面強(qiáng)度計(jì)算截 面支座支座支座設(shè)計(jì)剪力 （KN） （KN）調(diào)整后剪力V （KN） （KN） 250565250565250365 （KN） V V V箍筋直徑肢數(shù) ftbh0γRE VγRE VγRE V箍筋間距s （㎜）（取200）（取200）（取140） （%） （%）表336 一層梁斜截面強(qiáng)度計(jì)算截 面支座支座支座設(shè)計(jì)剪力 （KN） （KN）調(diào)整后剪力V （KN） （KN） 250565250565250365 （KN） V V V箍筋直徑肢數(shù) ftbh0γRE VγRE VγRE V箍筋間距s （㎜）（取200）（取200）（取150） （%） （%） 柱截面設(shè)計(jì) 混凝土為C30： 縱筋為II級 ： 箍筋為I級 ：例：第1層B柱柱截面寬度：b=550 mm ，柱截面有效高度：h0=55040=510 mm柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N= KN軸壓比：N/fcbh0=103/ 根據(jù)附表33知，滿足三級框架要求框架結(jié)構(gòu)得變形能力與框架得破壞機(jī)制密切相關(guān)，一般框架，梁的延性遠(yuǎn)大于柱子，梁先屈服可使整個框架由較大的內(nèi)力重分布和能量消耗能力，極限層間位移增大，抗震性能較好。梁的控制截面如圖320所示 圖320 梁的內(nèi)力控制截面示意圖混凝土強(qiáng)度等級：C30，fc＝鋼筋的強(qiáng)度等級：縱筋：II級 箍筋：I級 式中：：表混凝土立方體抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值：表鋼筋的抗拉強(qiáng)度設(shè)計(jì)值：表鋼筋的抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值（在計(jì)算中用與相等，可以代換使用） 梁的正截面強(qiáng)度計(jì)算以第5層AB跨框架梁的計(jì)算為例，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AB： Mmax= KN例：第5層荷載引起的剪力：VqA=VqB= VqB=VQC=本方案中，彎矩引起的剪力: VmA=VmB=()*很小，可忽略不計(jì)。m 邊柱： N== KN中柱： N== KN框架彎矩圖見圖38，框架梁剪力圖和柱軸力圖如圖39所示： 豎向荷載作用下橫向框架的內(nèi)力分析此處用③軸線橫向中框架為例來進(jìn)行計(jì)算：，由于每個房間內(nèi)布置有2根次梁（bh=250mm400mm），故直接傳給該框架的樓面荷載如圖中的水平陰影所示。結(jié)構(gòu)頂點(diǎn)的假想側(cè)移計(jì)算過程見下表：表37 橫向框架頂點(diǎn)位移計(jì)算層次五層582750四層582750三層582750二層582750底層347176因此：T1= （uT）1/2=()1/2=(s)本結(jié)構(gòu)高度不超過40m，質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可用底部剪力法計(jì)算水平地震作用，即：結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值GeqGeq=∑Gi=（+3+）=（KN） 計(jì)算水平地震影響系數(shù)а1查表得二類場地中震特征周期值Tg=，設(shè)防烈度為7度的аmax=а1=（Tg/T1） =（） = 結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標(biāo)準(zhǔn)值FEkFEk=а1Geq==（KN）==T1=，所以應(yīng)考慮頂部附加水平地震作用。其它構(gòu)件計(jì)算視設(shè)計(jì)情況而定。它的鋼及水泥用量雖然比較大，造價也比混合結(jié)構(gòu)的高，但具有梁柱承重，墻體只起分隔和圍護(hù)的作用，房間布置比較靈活，門窗開置的大小、形狀都較為自由的特點(diǎn)。柱網(wǎng)與層高：。（△u）i為第i層的層間側(cè)移。m）5582750205514582750205513582750205512582750205511347176106剪力及柱軸力計(jì)算梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計(jì)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(jì)算過程見下表：表316梁端彎矩、剪力及柱軸力的計(jì)算層次邊梁走道梁柱軸力MlbMrblVbMlbMrblVb邊柱N中柱N5 4 3 2 1 例：第五層： 邊梁：M l b= M u 6= KN取半框架計(jì)算，半框架的梁柱線剛度如下圖312所示。 框架柱內(nèi)力組合框架柱取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結(jié)果參見表325，326所示：表325 A柱內(nèi)力組合表層次位置內(nèi)力荷載類別豎向荷載豎向荷載與地震組合（1）恒載（2）活載（3）地震荷載（1）+（2）（（1）+（2））（3）5柱頂MN柱底MN4柱頂MN柱底MN3柱頂MN柱底MN2柱頂MN柱底MN1柱頂MN柱底MN