【正文】



ξ2






η






e（mm）






ξ
計算As=As39。（mm2）






實配單側
選4Ф20（1256）
選4Ф20（1256）
選4Ф20（1256）
ρs
%%
%%
%%
偏心判斷
大
小
大
小
大
小
配箍
加密區(qū)4肢Ф8@100非加密區(qū)4肢Ф8@150
加密區(qū)4肢Ф8@100非加密區(qū)4肢Ф8@150
加密區(qū)4肢Ф8@100非加密區(qū)4肢Ф8@150
三、框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)截面抗震驗算：　　以第1層中節(jié)點為例由節(jié)點兩側梁的受彎承載力計算節(jié)點核芯區(qū)的剪力設計值因為節(jié)點兩側梁不等高計算時取兩側梁的平均高度即　　hb=(600+400)/2=500mm　　二級框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)組合的剪力設計值Vj按下式計算：　　Vj=(ηjbΣMb)[1(hb0as)/(Hchb)]/ (hb0as)　　注：Hc為柱的計算高度可采用節(jié)點上、下柱反彎點之間的距離即Hc=+= m ΣMb為節(jié)點左右梁端逆時針或順時針方向組合彎矩設計值之和即ΣMb=（+）/= KNm　　可知剪力設計值　　Vj=(ηjbΣMb)[1(hb0as)/(Hchb)]/ (hb0as)　　=103[1（46535）/（5000500）]/（46535）　　= KN　　節(jié)點核芯區(qū)截面的抗震驗算是按箍筋和混凝土共同抗剪考慮的設計時應首先按下式對截面的剪壓比予以控制：　　Vij≤　　注：ηj為正交梁的約束影響系數(shù)樓板為現(xiàn)澆梁柱中心重合　　bj、hj分別為核芯區(qū)截面有效驗算寬度、高度為驗算方向柱截面寬度bj=bc=600mm hj=600mm可知 　　=600600/　　=4204200N≥Vj=1998670N滿足要求　　節(jié)點核芯區(qū)的受剪承載力按下式計算：　　Vj≤[++fyvAsvj(hb0as)/s]/γRE　　注：N取第2層柱底軸力N==7002=故取N=　　該節(jié)點區(qū)配箍為4Ф10@100則　　[++fyvAsvj(hb0as)/s]/γRE=[600600+103+2104（46535）/100]/=2107125N≥Vj=1998670N　　故承載力滿足要求　　其它框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)截面抗震驗算見下表：層次
1
2
3
節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
hb（mm）
600
600
600
600
600
600
hb0（mm）
565
565
565
565
565
565
Hc（m）
5
ΣMb（KNm）
Vj（KN）
bj=bc（mm）
600
600
600
600
600
600
hj（mm）
600
600
600
600
600
600
（KN）
配箍
4Ф10@　100
4Ф10@　100
4Ф10@100
4Ф10@100
4Ф10@100
4Ф10@100
[++fyvAsvj(hb0as)/s]/γRE（KN）
結論
合格
合格
合格
合格
合格
合格
接上表層次
4
5
6
節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
邊節(jié)點
中節(jié)點
hb（mm）
600
600
600
600
600
600
hb0（mm）
565
565
565
565
565
565
Hc（m）
ΣMb（KNm）
Vj（KN）
992
bj=bc（mm）
600
600
600
600
600
600
hj（mm）
600
600
600
600
600
600
（KN）
配箍
4Ф8@100
4Ф8@100
4Ф8@100
4Ф8@100
4Ф8@100
4Ф8@100
[++fyvAsvj(hb0as)/s]/γRE（KN）
結論
合格
合格
合格
合格
合格
合格
第七部分：樓板設計一、樓板類型及設計方法的選擇：　　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l(wèi)02/l01＜2故屬于雙向板設計時按塑性鉸線法設計二、設計參數(shù)：　　雙向板肋梁樓蓋結構劃分為60006000雙向板及27006000單向板　　設計荷載：（1）、對于15層樓面活載： q== KN/m2 恒載： g== KN/m2 q+g=+= KN/m2（2）、對于6層屋面 活載： q=（+）= KN/m2 恒載： g== KN/m2 q+g=+= KN/m2　　計算跨度：（1）、內跨：l0=lcb （lc為軸線長、b為梁寬）（2）、邊跨：l0=lc250+50b/2 　　樓板采用C20混凝土板厚選用120mm　　h/ l01=120/6000=1/60≥1/50符合構造要求三、彎矩計算：　　首先假定邊緣板帶跨中配筋率與中間板帶相同支座截面配筋率不隨板帶而變取同一數(shù)值跨中鋼筋在離支座l1/4處間隔彎起　　取m2=аm1 а=1/n2=1/4= （其中n為長短跨比值） 取β1=β1=β2=β2=2然后利用下式進行連續(xù)運算：　　2M1u+2M2u+ M1uI+M1uII+M2uI+ M2uII=Pu l012（3 l02 l01）/12 對于15層樓面　　l01=lc250+50b/2 =6000250+50300/2=5650 mm　　l02=lc250+50b/2 =600250+50300/2=5650 mm　　M1=m1（l02l01/2）+m1l01/4 = m1（）+　　M2=m2l01/2+m2l01/4 = +*=　　M1I= M1II=2m1l02=2m1=（支座總彎矩取絕對值計算）　　M2I= M2II=2m2l01=2m2==將以上數(shù)據(jù)代入公式　　2M1u+2M2u+ M1uI+M1uII+M2uI+ M2uII=Pu l012（3 l02 l01）/12　　得 2+2+2+2 =（3）/12 =162 m1= KNm m2=*= KNm m1I=0m1II=（2）*= KNm m2I=0m2II=（2）*= KNm 對其它板亦按同理進行計算詳細過程從略所得計算結果列于下表：按塑性鉸線法計算彎矩表（KNm）（15層樓面）序號
雙向板
60006000
1
l01（m）
6
2
l02（m）
6
3
M1
4
M2
5
M1I
6
M1II
7
M2I
8
M2II
9
m1
10
m2
11
m1I
0
12
M1II
13
M2I
0
14
m2II
屋面雙向板序號
雙向板
60006000
1
l01（m）
6
2
l02（m）
6
3
M1
4
M2
5
M1I
6
M1II
7
M2I
8
M2II
9
m1
10
m2
11
m1I
0
12
M1II
13
M2I
0
14
m2II
6000雙向板（1）1－5層樓板M=As=M/（rsh0fy）=106/配筋φ8@200實有As=251 mm2其余支座負筋按構造要求配置（2）屋面板M=As=M/（rsh0fy）=106/配筋φ8@130實有As=387 mm2其余支座負筋按構造要求配置6000板為單向板按短邊計算（1）屋面板L0==M=1/8＝As=M/（rsh0fy）=106/配筋φ6@180實有As=157 mm2其余支座負筋按構造要求配置（2）樓板M=1/8＝As=M/（rsh0fy）=106/配筋φ6@200實有As=141 mm2其余支座負筋按構造要求配置第八部分：框架變形驗算　　多遇水平地震作用下框架層間彈性位移驗算已在第四部分中給出在此不再贅述現(xiàn)考慮罕遇水平地震作用下框架層間彈塑性位移計算一、 梁的極限抗彎承載力計算：　　計算時采用構件實際配筋和材料的強度標準值可近似地按下式計算：Mbu=Asfyk（h0as） 注：fyk為鋼筋強度標準值　　計算過程和結果見下表：層次
支座
實配As（mm2）
fyk（N/mm2）
h0（mm）
as（mm）
Mbu（KNm）
1
A
3534
335
565
35

Bl
3534
335
565
35

Br
3217
335
365
35

2
A
3079
335
565
35

Bl
3079
335
565
35

Br
2827
335
565
35

3
A
2865
335
565
35

Bl
2865
335
565
35

Br
2655
335
565
35

4
A
2291
335
565
35

Bl
2291
335
565
35

Br
1900
335
565
35

5
A
1716
335
565
35

Bl
1716
335
565
35

Br
1305
335
565
35

6
A
1256
335
565
35

Bl
1256
335
565
35

Br
760
335
565
35

二、 柱的極限抗彎承載力計算：　　根據(jù)《抗震規(guī)范》其極限抗彎承載力可按下式計算并且計算時采用構件的實際配筋和材料強度標準值：　　Mcu=Asfyk（hc0as）+（1N/bchcfcmk）　　注：fcmk為混凝土彎曲抗壓強度標準值 N為考慮地震組合時相應于設計彎矩的軸力　　　　bc、hc、hc0為柱截面的寬度、高度、有效高度計算過程和結果見下表：柱號
層次
As（mm2）
fyk（N/mm2）
hc0（mm）
as（mm）
N（KN）
hc（mm）
bc（mm）
fcmk（N/mm2）
Mcu（KNm）
A柱
1
3768
335
560
40
600
600
22

2
3768
335
560
40
600
600
22

3
3768
335
560
40

600
600
22

4
3768
335
560
40
600
600
22

5
3768
335
560
40
600
600
22

6
3768
335
560
40
600
600
22

B柱
1
3768
335
560
40
600
600
22

2
3768
335
560
40
600
600
22

3
3768
335
560
40
600
600
22

4
3768
335
560
40
600
600
22

5
3768
335
560
40
600
600
22

6
3768
335
560
40
600
600
22

三、 確定柱端截面有效承載力Mc：　　節(jié)點A6：因MbuMcu KNm KNm　　所以Mc6u=Mbu= KNm　　節(jié)點A5：因MbuΣMcu KNm+ KNm　　所以Mc6l=Mbuk6/（k5+k6）=m　　Mcu6l= KNm　　 KNm Mc5u=Mbuk5/（k5+k6）=m　　 Mcu5u= KNm　　 KNm　　　節(jié)點A4：Mc5l= KNm　　　 Mc4u= KNm　　　節(jié)點A3：Mc4l= KNm　　　 Mc3u= KNm　　　節(jié)點A2：Mc3l= KNm　　　 Mc2u= KNm　　　節(jié)點A1：Mc2l=（+）= KNm　　　 Mc1u=（+）= KNm　　　柱底A0：Mc1l=ΣMcu1l= KNm　　　節(jié)點B6：Mc6u=+= KNm　　　節(jié)點B5：Mc6l= KNm　　　 Mc5u= KNm　　　節(jié)點B4：Mc5l= KNm　　　 Mc4u= KNm　　　節(jié)點B3：Mc4l= KNm　　　 Mc3u= KNm　　　節(jié)點B2：Mc3l= KNm　　　 Mc2u= KNm　　　節(jié)點B1：Mc2l=（+）（+）= KNm　　　 Mc1u=（+）（+）= KNm　　　柱底B0：Mc1l=ΣMcu1l= KNm四、 各柱的受剪承載力Vyij的計算：　　理論依據(jù)：第i層第j根