【正文】 m m2I=0，m2II=（2）*= KN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。m）Vj（KN）992bj=bc（mm）600600600600600600hj（mm）600600600600600600（KN）配箍4Ф81004Ф81004Ф81004Ф81004Ф81004Ф8100[++fyvAsvj(hb0as,)/s]/γRE（KN）結(jié)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，l02/l01＜2，故屬于雙向板。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=。m） N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm） l0（m）ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 η e（mm） ξ計算As=As’（mm2） 實配單側(cè)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Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150加密區(qū)4肢Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150加密區(qū)4肢Ф8100，非加密區(qū)4肢Ф8150三、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(cè)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(cè)梁不等高，計算時取兩側(cè)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=（+）/= KN非加密區(qū)還應滿足s10d=200mm,故箍筋配置為4Ф10150，柱的配筋圖如下圖所示：其它各層柱的配筋計算見下表：柱A柱層次123截面尺寸600600600600600600組合一二一二一二M（KN查表得，最小配筋率特征值λv=，則最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=柱箍筋的體積配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=6008/100/600/600=%%,符合構造要求。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=+=長細比l0/h=4700/600=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。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=+= mm因為長細比l0/h=4700/600=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。下表給出了框架柱各層剪跨比和軸壓比計算結(jié)果，注例：第1層A柱：柱截面寬度：b=600 mm柱截面有效高度：h0=60040=560 mm混凝土軸心抗壓強度設計值：fcm= N/mm2柱端彎矩計算值：Mc取上下端彎矩的最大值。箍筋配置，滿足構造要求。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。梁端截面受壓區(qū)相對高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3101742/，符合二級抗震設計要求。m KNm支座A：Mmax= KNηc柱端彎矩增大系數(shù)。第4層，同理也無需調(diào)整。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb] =[2+]= KN（2）對于第15層，AB跨： q1== KN/mq2=（+6）= KN/mV Gb=6/2+BC跨： q1== KN/mq2=（+）= KN/mV Gb=+剪力調(diào)整方法同上，結(jié)果見各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整表。mV =γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[（+）/+]= KN右震： M lb=mVA = （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2=（+）/6+6/2+6/3= KN（2+）0，故xal=l/3=x =（VA+alq2/2）/（q1+q2）=（+）/（+）= Mmax =MA+VAx（q1+q2）x2/2+alq2（xal/3）/2=+（+）（）2/2+（）/2= KNmVA= （MAMB）/l+q1l/2+（1a）lq2/2 =（+）/6+6/2+6/3= KN0則Mmax發(fā)生在左支座，Mmax ==（+）= KN各層梁的內(nèi)力組合和梁端剪力調(diào)整結(jié)果如下表：層次截面位置內(nèi)力SGk調(diào)幅后SQk調(diào)幅后SEk(1)SEk(2)γRe[（SGk+）+] ++γReMmaxV=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]126AM V B左M V B右M V 5AM V B左M V B右M V 4AM V B左M V B右M V 3AM V B左M V B右M V 2AM V B左M V B右M V 1AM V B左M V B右M V 跨間最大彎矩的計算：以第一層AB跨梁為例，說明計算方法和過程。A柱： N頂=+= KN 柱重：25= KN N底= N頂+= KNB柱： N頂=++= KN恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂N底N頂N底654321活載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：AB跨：VA=VB=6BC跨：VB=VC=A柱：N頂= N底=+= KNB柱：N頂= N底=++= KN活載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VA=VBVB=VCN頂=N底N頂=N底654321三、框架梁的內(nèi)力組合：結(jié)構抗震等級：根據(jù)《抗震規(guī)范》，本方案為二級抗震等級。m）M ui1（KN yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）120362118089517207417207317207217207119812∑各質(zhì)點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖： （具體數(shù)值見上表）三、多遇水平地震作用下的位移驗算：水平地震作用下框架結(jié)構的層間位移（△u）i和頂點位移u i分別按下列公式計算：（△u）i = Vi/∑D iju i=∑（△u）k各層的層間彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震規(guī)范》，考慮磚填充墻抗側(cè)力作用的框架，層間彈性位移角限值[θe]1/550。結(jié)構頂點的假想側(cè)移計算過程見下表，其中第六層的Gi為G6和Ge之和。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk（△u）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u）k注：∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度?？傊亓奢d統(tǒng)計 頂層總重力荷載 1203 KN結(jié)構板 （662+6）＝ KN柱 1225＝ KN梁 （242+2）25＝ KN墻 [（12612）+（24）－2－2－3]19 = KN門 （3+2）＝ KN窗 （2+3）＝ KN 六層總重力荷載代表值 18089 KN屋面 =4744 KN結(jié)構板 25+17＝3385 KN梁 25[（－13）4＋14]+（）1425＝1467 KN柱 2564＝1900 KN墻 [（452+）51－49]19 ＝6106 KN門 49＝431 KN窗 （51+5）＝56 KN 五層總重力荷載代表值 17207 KN樓面 ＝