【正文】 Mmax= kNm 調(diào)整后剪力：V= kN167。、梁正截面受彎承載力計算： 抗震設計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結構，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形截面設計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3==2400mm，梁內(nèi)縱向鋼筋選HRB400，（fy=fy，=360N/mm2），h0=ha=70035=665mm，因為bf fcm，hf，（ h0 hf，/2）=3000100（665100/2）=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=3000665/360= mm2實配鋼筋4Ф18，As=1017 mm2。ρ=1017/250/665=%ρmin=%，滿足要求。梁端截面受壓區(qū)相對高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3601017/，符合二級抗震設計要求。（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間截面的3Ф18鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=763 mm2，再計算相應的受拉鋼筋As，即支座A上部， αs=[M fy, As，(h0a,)]/（fcmbf，h02）=[106360763(66535) ]/= ξ=1（12αs）1/2= 可近似取 As=M/fy/(h0a,)=106/360/（66535）= mm2 實配鋼筋4Ф18，As=1017 mm2。 支座Bl上部： As=M/fy/(h0a,)=106/360/（66535）= 實配鋼筋4Ф18 As=1017 mm2。 ρ=ρmin=%，又As，/ As =，滿足梁的抗震構造要求。167。、梁斜截面受剪承載力計算：（1）、驗算截面尺寸： hw=h0=665mm hw/b=665/250=4,屬厚腹梁。 =250665 =V=92380N 可知，截面符合條件。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋： =250665 =V=92380N 可知，無需按計算配箍。只需配構造筋 Ф8@180。箍筋配置，滿足構造要求。表81 梁的配筋計算層次截面M（kNm）計算As，（mm2）實配As，（mm2）計算As（mm2）實配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A 4Ф1 (1017) 加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200Bl 4Ф1 (1017)AB跨間 4Ф18（1017)支座Br4Ф18(1017)1加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200BC跨間 4Ф18（1017)2支座A4Ф18(1017)0．75加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200Bl 4Ф18(1017)AB跨間3Ф18(762)支座Br4Ф18(1017)0．75加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200BC跨間 3Ф18(762)3支座A 4Ф18(1017)0．75加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200Bl4Ф18(1017)AB跨間 3Ф18(762) 層次截面M（kNm）計算As，（mm2）實配As，（mm2）計算As（mm2）實配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍支座Br4Ф18(1017)0．75加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200BC跨間 3Ф18(762)4支座A4Ф18(1017)0．5加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200Bl4Ф18(1017)AB跨間424．44 2Ф18(509)支座Br 2Ф18(509)1加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200BC跨間 2Ф18(504)5支座A 4Ф18(1017)加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200Bl4Ф18(1017)AB跨間 2Ф18(504)支座Br2Ф18(509)1加密區(qū)四肢Ф10@100非加密區(qū)四肢Ф10@200BC跨間 2Ф18(504)167。 框架柱截面設計167。：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果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應考慮抗震調(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。表82 柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（kNm）Vc（kN）N（kN）Mc/Vch0N/fcmbh0A柱5400360244003602340036022400360215004602B柱5400360244003602340036022400360215004602167。. 柱正截面承載力計算：先以第1層A柱為例，（1）、最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= kNm，N=1202 kN 軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(1202103)= 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500/30=20mm，故取ea=220mm。 柱的計算長度，根據(jù)《抗震設計規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的底層柱， l0== 初始偏心矩：ei=e0+ea=+20= mm 因為長細比l0/h=4750/500=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。 ξ1=5002/（1202103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+460/1400/ = 軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+500/240 = mm 對稱配筋： ξ=x/h0=N/fcmbh0=1202103/ =ξb= 為大偏壓情況。 As,=As=[Neξ() fcmb h02]/fy,/(h0as,) =[1202103() 5004602]/310/(56040)=(mm2)(2)、最不利組合二：Nmax=， M=m此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載效應，故不必進行調(diào)整。軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)=初始偏心矩：ei=e0+ea=+20=長細比l0/h=475/500=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。ξ1=5002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+560/1400/ = ηei===460=168mm,故為小偏心受壓。 軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+500/240 = ξ=（Nξbfcmbh0）/[ ()/()/(h0as,) +fcmbh0 ]+ξb 按上式計算時，應滿足Nξbfcmbh0及Ne. 因為N=ξbfcmbh0=500460= 故可按構造配筋，且應滿足ρmin=%，單側(cè)配筋率ρsmin≥%，故 As,=As=ρsminbh=%500500=500mm2 選4Ф18，As,=As=1017mm2 總配筋率ρs=31017/600/460=%%167。. 柱斜截面受剪承載力計算：以第1層A柱為例，查表可知：框架柱的剪力設計值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計值 N=1202kN=5002/103= 故取N=1202kN(λ+1)+=500460/(3+1)+1202103=193438N66970N故該層柱應按構造配置箍筋。 非加密區(qū)還應滿足s15d=270mm,故箍筋配置為4Ф10@200，層次框架柱類型縱向鋼筋箍筋加密區(qū)非加密區(qū)5邊柱10φ16φ10@100φ10@200中柱10φ16φ10@100φ10@2004邊柱10φ16φ10@100φ10@200中柱10φ16φ10@100φ10@2003邊柱10φ16φ10@100φ10@200中柱10φ16φ10@100φ10@2002邊柱10φ18φ10@100φ10@200中柱10φ18φ10@100φ10@2001邊柱10φ18φ10@100φ10@200中柱10φ18φ10@100φ10@200第9章 板配筋計算167。 對于樓板，根據(jù)塑性理論，l02/l013時，在荷載作用下，在兩個正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01=2，故屬于雙向板。設計時按塑性鉸線法設計。：1）、雙向板肋梁樓蓋結構布置圖和板帶劃分圖：圖91 雙向板肋梁樓蓋結構布置和板帶劃分圖167。 ，活載： q== kN/m2恒載： g== kN/m2 q+g=+= kN/m2， 活載： q=（+）= kN/m2 恒載： g== kN/m2 q+g=+= kN/m2：（1）、內(nèi)跨：l0=lcb （lc為軸線長、b為梁寬）（2）、邊跨：l0=lc250+50b/2 樓板構造驗算：采用C40混凝土，板中鋼筋采用I