【文章內(nèi)容簡介】 算 （恒＋ 活） 地震 q KN/m MGA（ KN m） MGB（ KN m） MEA（ KN m） MEB（ KN m） 3 2 1 3 2 . . 1 L （ m） RA （ KN） x1 （ m） MGE （ KN m） 3 2 1 BC 跨 3 2 1 項 目 層 次 跨 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 26 注：當 x1l或 x10 時，表示最大彎矩發(fā)生在支座處，應取 x1=L 或 x1＝ 0 時，用 M=RAx－ 2qx2－ MGA? MEA 計算 MGE。 表 319 梁內(nèi)力組合表 層次 位置 內(nèi)力 荷載類型 豎向荷載組合 豎向荷載與 地震力組合 恒載 ① 活載 ② 地震 荷載 ③ ① ＋ ② （ ① ＋ ② ） 177。 ③ 3 A右 M 177。 V B 左 M ? V B 右 M 177。 V 跨中 MDJ MJK 2 A右 M ? V B 左 M ? V B 右 M ? V 跨中 MA MBC 1 A右 M ? V B 左 M ? V B 右 M ? V 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 27 跨中 MAB MBC ① 表中彎矩單位為 KN m，剪力單位為 KN； ② 表中跨中組合彎矩未填處未跨間最大彎矩發(fā)生在支座處，其值與支座正彎矩組合值相同。 ② 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，組合結果見表 20 及表 21。 表 20 及表 21 中，系數(shù)β時考慮計算截面以上各層活荷載不總是同時滿足二對樓面均布活荷的一個折減系數(shù)，稱為活荷載按樓層的折減系數(shù)，其取值見表 322。 表 322 活荷載按樓層的折減系數(shù)β 墻、柱、基礎計算、 截面以上的層數(shù) 1 2～ 3 4～ 5 6～ 8 9～ 20 20 計算截面以上各樓層 活荷載總和的折減系數(shù) （ ） 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 28 表 320 A柱內(nèi)力組合表 層次 位置 內(nèi)力 荷載類型 豎向荷載組合 豎向荷載與 地震力組合 恒載 ① 活載② 地震 荷載 ③ ① ＋ ② （ ① ＋ ② ） 177。 ③ 3 柱頂 M ? V ? 柱底 M ? 49 N ? 2 柱頂 M ? N ?8 6 柱底 M ? N ? 8 5 1 柱頂 M ? N ?4 6 柱底 M ? 0 N ? 4 9 注：表中彎矩單位為 KN m，軸力單位為 KN。 截面設計 （ 1） 承載力抗力調(diào)整系數(shù)γ RE 考慮地震作用時，結構構件的截面設計采用下面的表達式： S?RE?R 式中：γ RE—— 承載力抗震調(diào)整系數(shù)，取值見表 23； S—— 地震作用效應或地震作用效應與其它荷載效應的基本組合； R—— 結構構件的承載力。 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 29 表 321 B 柱內(nèi)力組合表 層次 位置 內(nèi)力 荷載類型 豎向荷載組合 豎向荷載與 地震力組合 恒載 ① 活載 ② 地震 荷載 ③ ① ＋ ② （ ① ＋ ② ） 177。 ③ 3 柱頂 M ? V 90 ? 柱底 M ? N 90 ? 2 柱頂 M ? N ?158.42 柱底 M ? N ? 1 柱頂 M ? N ? 柱底 M ? N ? 注：表中彎矩單位為 KN m，軸力單位為 KN。 表 323 承載力抗震調(diào)整系數(shù)γ RE 材料 結構構件 受力狀態(tài) γ RE 鋼筋混凝土 梁 受彎 軸壓比小于 的柱 偏壓 軸壓比大于 的柱 偏壓 抗震墻 偏壓 各類構件 受剪、偏拉 （ 2）橫向框架梁截面設計 以第一層梁為例，梁控制截面的內(nèi)力如圖 17 所示。圖中 M 單位為 KN m， V 的單位為 KN。 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 30 圖 317 第一層梁內(nèi)力示意 混凝土強度等級為 C25（ fcm＝ ， fc＝ ），縱筋為Ⅱ級（ fy＝ 310 N/mm2），箍筋為Ⅰ級（ fy＝ 210 N/mm2）。 ①梁的正截面強度計算 ； ②梁的斜截面強度計算； 為了防止梁的彎曲屈服前先發(fā)生剪力破壞，截面設計時，對剪力設計值進行如下調(diào)整： ν＝η ν （ Mbν ＋ Mbr） /Ln＋ VGb 式中：η ν —— 剪力增大系數(shù)，對三級框架取 ； Ln—— 梁的凈跨，對第一層梁 LnAB＝ ， LnBC＝ ； VGb—— 梁在重力荷載作用下，按簡支梁分析的梁端截面剪力設計值。 VGb＝ （ q 恒 ＋ 活 ）－ 21 Ln Mbν 、 Mbr—— 分別為梁的左右端順時針方向或逆時針方向截面組合的彎矩值。由表 19 得 : AB跨：順時針方向 Mbν ＝ KN m ； Mbr＝ KN m 逆時針方向 Mbν ＝－ KN m ； Mbr＝ m BC跨：順時針方向 Mbν ＝ KN m ； Mbr＝－ m 逆時針方向 Mbν ＝－ KN m； Mbr＝ KN 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 ＋ Mbr＝ ＋ = KN m += KN m 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 31 VGb＝（ + ） 21 ＝ KN BC跨： Mbν ＋ Mbr＝ ＋ = m VGb＝（ ＋ ） 21 ＝ KN m VA右 ＝ VB左 ＝ ? ＋ ＝ KN VB右 ＝ ? ＋ ＝ 考慮承載力抗震 系數(shù) γ RE＝ γ RE VD右 ＝γ RE VJ左 ＝ ＝ KN γ RE VJ右 ＝ ＝ 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 325 表 325 梁的斜截面強度計算 截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右 設計剪力 V′ （ KN） γ RE V′ （ KN） 調(diào)整后 V（ KN） γ RE V（ KN） b h0（ mm） 250 565 250 565 250 565 （ KN） V V V 箍筋直徑ф（ mm）肢數(shù)（ n） n＝ 2，ф 8 n＝ 2，ф 8 n＝ 2，ф 8 AsV1（ mm） 箍筋間距 S（ mm） 100 100 80 Vcs＝ fcbh0+SvnAs ?h0 γ RE V γ RE V γ RE V 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 32 ρ＝bSvnAs ? （％） ρ svmin＝ yvcff （％） （ 3） 柱截面設計 以第一、二層 B柱為例，對圖 18 中的Ⅰ Ⅰ、Ⅱ Ⅱ、Ⅲ Ⅲ截面進行設計。 混凝土為 C25， fc＝ ,fcm= N/mm2,縱筋為Ⅱ級 fy＝ 310 N/mm2，箍筋為Ⅰ級。 軸壓比驗算 表 326 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： NⅠ 1= KN μ c ＝cAfN ＝ 3?? ? ＝ BⅠ—Ⅱ—Ⅲ——Ⅰ—Ⅲ—Ⅱ NⅡ Ⅱ ＝ KN μ c＝cAfN ＝ 3?? ? ＝ NⅢ Ⅲ ＝ KN μ c＝cAfN ＝ 3?? ? ＝ 均滿足軸壓比限值得要求。 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 33 ① 正截面承載力得計算 在框架設計中，應體現(xiàn)“強柱弱梁” 三級框架 :?cM ? ?bM 式中： ?cM —— 節(jié)點下柱端順時針或反時針截面組合底彎矩設計值之和； ?bM —— 節(jié)點左、右梁端反時針或順時針方向截面組合底彎矩設計值之和。 地震往復作用，兩個方向的彎矩設計值均應滿足要求，當柱子考慮順時針彎矩之和時，梁應考慮反時針方向彎矩之和，反之亦然。若采用對稱配筋，可取用兩組中較大者計算配筋。 ?bM ：左震 +＝ KN m 右震 +＝ KN m 取 ?bM ＝ KN m 第一層梁與 B柱節(jié)點得柱端彎矩值由內(nèi)力組合表 21 查得。 ?cM ：左震 += KN m 右震 +＝ KN m 梁端 ?bM 取左震， ?cM 也應取左震： ?cM ＝ KN m?bM ＝ = KN m 取 ?cM ˊ＝ KN m 將 ?cM 與 ?cM ˊ得差值按柱得彈性分析彎矩值之比分配給節(jié)點上下柱端（即 Ⅰ Ⅰ、Ⅱ Ⅱ截面）： 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 34 McⅠ Ⅰ ＝ ? （ － ）＝ KN m McⅡ Ⅱ ＝ ? （ － ）＝ KN m McⅠ Ⅰ ＝ +＝ m McⅡ Ⅱ ＝ += KN m 對底層柱底（Ⅲ Ⅲ截面）的彎矩設計值應考慮增大系數(shù) 。 McⅢ Ⅲ ＝ ＝ KN m 根據(jù) B柱內(nèi)力組合表 21，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： Ⅰ Ⅰ截面：① M＝ ＝ KN m N＝ ＝ ② M＝ KN m N＝ Ⅱ Ⅱ截面：① M= = KN m N＝ ＝ KN ② M＝ m N＝ Ⅲ Ⅲ截面：① M＝ ＝ KN m N＝ ＝ KN ② M＝ KN m N＝ KN 截面采用對稱配筋，具體配筋計算見表 27，表中： e0＝ NM ea＝ （ － e0），當 e0? h0時取 ea＝ 0 ei＝ e0＋ ea ξ 1＝ ＋ 0ihe ? 1 太原理工大學 繼續(xù)教育學院畢業(yè)（論文）紙 35 ξ 2＝ － hL0? 1，當hL015 時取ξ 2＝ η＝ 1＋he14001 i（hL0） 2ξ 1ξ 2 e＝η ei＋ － as ξ＝cm0fbhN （大偏心受壓） ξ＝cm0s0bcm20cm0bfbhah( 0 . 8 f0 . 4 5 hNefbhN＋）－）（－ ξ－－ ξ （小偏心受壓） As＝ Asˊ＝）－（）＋－（ η??s0ycmiahfbf2（大偏心受