【正文】 層次截面內(nèi)力SGK調(diào)幅后SQK調(diào)幅后SWK(1)SEK(1)S風(fēng)效應(yīng)組合S地震效應(yīng)組合++|Mmax|M太原理工大學(xué)陽泉學(xué)院畢業(yè)設(shè)計(論文) 說明書M1212NNminNmax5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 注：表中M以左側(cè)受拉為正，單位為kNm,N以受壓為正，單位為kN。太原理工大學(xué)陽泉學(xué)院畢業(yè)設(shè)計（論文）說明書 柱端彎矩設(shè)計值的調(diào)整：A柱：第5層，按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。第4層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。第3層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。第2層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。第1層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調(diào)整。C柱： 第5層，按《抗震規(guī)范》，無需調(diào)整。 經(jīng)計算當(dāng)軸力N=fc Ac=7002/103= KN 時， 方符合調(diào)整的條件，可知無需調(diào)整。 柱端剪力組合和設(shè)計值的調(diào)整：太原理工大學(xué)陽泉學(xué)院畢業(yè)設(shè)計(論文) 說明書44橫向框架B柱剪力組合與調(diào)整（KN）層數(shù)SGK調(diào)幅后SQK調(diào)幅后SWK(1)SEK(1)S風(fēng)效應(yīng)組合S地震效應(yīng)組合++V 12125 4 3 2 1 注：表中V以繞柱端順時針為正，剪力為相應(yīng)本層上、下兩端的剪力設(shè)計值。同理，橫向框架C柱剪力組合與調(diào)整（KN）層數(shù)SGK調(diào)幅后SQK調(diào)幅后SWK(1)SEK(1)S風(fēng)效應(yīng)組合S地震效應(yīng)組合++V 12125 4 3 2 1 注：表中V以繞柱端順時針為正，剪力為相應(yīng)本層上、下兩端的剪力設(shè)計值。太原理工大學(xué)陽泉學(xué)院畢業(yè)設(shè)計（論文）說明書7 截面設(shè)計 框架梁截面設(shè)計以第1層BCAB跨框架梁的計算為例。 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= KNm 支座B：Mmax= KNm 支座Cl：Mmax= KNm 調(diào)整后剪力：V= KN 梁正截面受彎承載力計算： 抗震設(shè)計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負彎矩按矩形截面計算縱筋數(shù)量?？缰姓龔澗匕碩形截面計算縱筋數(shù)量，跨中截面的計算彎矩，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，翼緣計算寬度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，因為fcm bf，hf，（ h0 hf，/2）=2300120（565120/2）=m KNm屬第一類T形截面。下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcmbf，h02）=106/ξ=1（12αs）1/2=As=ξfcmbf，h0/fy=2300565/300= mm2實配鋼筋2Ф23Ф25，As=2705 mm2。ρ=2705/300/565=%ρmin=%，滿足要求。梁端截面受壓區(qū)相對高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3002705/，符合二級抗震設(shè)計要求。（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間截面的2Ф23Ф25鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=2705 mm2，再計算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，即支座B上部， αs=[M fy, As，(h0a,)]/（fcmbf，h02） =[1063002705(56535) ]/ = ξ=1（12αs）1/2= 說明As，富裕，且達不到屈服，可近似取 As=M/fy/(h0a,)=106/300/（56535）=1192 mm2 實配鋼筋2Ф22Ф22，As=2724 mm2。 支座Bl上部： As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）= mm2 實配鋼筋2Ф2Ф25，As=1610 mm2。ρ=1610/300/565=%ρmin=%，又As，/ As =2705/1610=，滿足梁的抗震構(gòu)造要求。 梁斜截面受剪承載力計算： （1）、驗算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=4,屬厚腹梁。 =300565 =V=129040N 可知，截面符合條件。 （2）、驗算是否需要計算配置箍筋： =300565 =101802NV=129040N 可知，需按計算配箍。 （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Ф8@100，箍筋用I級Q235熱扎鋼筋，fyv=210N/mm,則 + =300565+2102565/100=251004N129040N ρsv= nAsv1/bs=2ρsvmin= ，非加密區(qū)箍筋取Ф8@150。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。配筋圖如下圖所示：其他梁的配筋計算見下表：其它梁的配筋計算見下表：層次截面M（KNm）ξ計算As（mm2）實配As（mm2）ρ（%）配箍1支座B011922Ф22Ф20(1610)加密區(qū)雙肢Ф8@100,非加密區(qū)雙肢Ф8@150Cl02Ф22Ф20(1610)BC跨間27182Ф23Ф25(2705)支座Cr014922Ф22Ф20(1610)加密區(qū)四肢Ф8@80非加密區(qū)四肢Ф8@100CD跨間12652Ф28(1232)2支座B02Ф22Ф20(1610)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Cl02Ф22Ф20(1610)BC跨間2Ф23Ф25(2705)支座Cr02Ф22Ф20(1610)加密區(qū)四肢Ф8@100非加密區(qū)四肢Ф8@150CD跨間2Ф28(1232)3支座B02Ф22Ф20(1388)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Cl02Ф22Ф20(1388)BC跨間2Ф23Ф25(2705)支座Cr02Ф22Ф20(1388)加密區(qū)四肢Ф8@100非加密區(qū)四肢Ф8@150CD跨間2Ф28(1232)4支座B02Ф2Ф18(1137)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Cl02Ф2Ф18(1137)BC跨間2Ф23Ф22(2122)支座Cr02Ф2Ф18(1137)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150CD跨間2Ф25(982)5支座B02Ф2Ф18(1137)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Cl02Ф2Ф18(1137)BC跨間2Ф23Ф22(2122)支座Cr02Ф2Ф18(1137)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150CD跨間2Ф25(982) 框架柱截面設(shè)計： 柱截面尺寸驗算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于二級抗震等級，剪跨比大于2。下表給出了框架柱各層剪跨比和軸壓比計算結(jié)果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應(yīng)考慮抗震調(diào)整系數(shù)，由表可見，各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b（mm）h0（mm）fc（N/mm2）Mc（KNm）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0B柱5700660247006602370066022700660217006602C柱5700660247006602370066022700660217006602：先以第1層B柱為例，(1)、最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= KNm，N=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。 柱的計算長度，根據(jù)《抗震設(shè)計規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的底層柱，l0== 初始偏心矩：ei=e0+ea=+= mm 因為長細比l0/h=5500/700=5，故應(yīng)考慮偏心矩增大系數(shù)η。 ξ1=7002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+660/1400/ =