【正文】 。m此組內(nèi)力是非地震組合情況 ，故不必進行調(diào)整。柱的計算長度，根據(jù)《抗震設計規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的頂層柱，l0==，初始偏心矩：ei=e0+ea=+20=，增大系數(shù)η， =，取，又l0/h15，取，得軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 =+400/240 = mm對稱配筋：為大偏心受壓情況。m）柱端剪力計算值：Vc = KN柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N= KN剪跨比：Mc/Vch0=*103/2軸壓比：N/fcmbh0=*103/ 柱正截面承載力計算先以第5層A、D號柱為例，最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax=表82 柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b /mmh0 /mmfc /(N/mm2)M V N M/Vh0N/fcbhA5400360 ＞2＜4400360 ＞2＜3400360 ＞2＜2400360 ＞2＜1400360 ＞2＜B5400360 ＞2＜4400360 ＞2＜3400360 ＞2＜2400360 ＞2＜1400360 ＞2＜例：第5層Ａ、Ｄ號柱：柱截面寬度：b=400 mm柱截面有效高度：h0=40040=360 mm混凝土軸心抗壓強度設計值：fcm= N/mm2柱端彎矩計算值：M取上下端彎矩的最大值。 剪跨比和軸壓比計算根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于三級抗震等級，應滿足以下要求：剪跨比宜大于 /mm2As /mm2Amin /mm2實配鋼筋As /mm25支座A　3602Φ16 (402)B　3603Φ16 (603)AB、CD跨間　8903603Φ20 (942)支座B、C　3602Φ16 (402)BC跨間　2123602Φ16 (402)4支座A　3602Φ20 (628)B　3603Φ16 (603)AB、CD跨間　6323603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ16 (402)BC跨間　633602Φ16 (402)3支座A　3603Φ18 (763)B　3603Φ18 (763)AB、CD跨間　6423603Φ18 (763)支座B、C　3603Φ14 (461)BC跨間　693602Φ16 (402)2支座A　3603Φ20 (942)B　3603Φ20 (942)AB、CD跨間　6423603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ18 (509)BC跨間　693602Φ16 (402)1支座A　3603Φ20 (942)B　3603Φ20 (942)AB、CD跨間　6573603Φ18 (763)支座B、C　3602Φ18 (509)BC跨間　793602Φ16 (402) 根據(jù)抗震規(guī)范，沿梁全長頂面和底面的配筋，一、二級不應少于2φ14，且分別不應少于梁兩端頂面和底面縱向配筋中較大截面面積的1/4，三、四級不應少于2φ12。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。 驗算是否需要計算配置箍筋： =300565 =V= 可知，需按構(gòu)造配箍。 ρ=603/300/565=%ρmin=%， 梁斜截面受剪承載力計算 驗算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=4,屬厚腹梁。考慮兩支座處：將下部跨間截面的3Ф20鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=942 mm2，再計算相應的受拉鋼筋As，支座A上部： αs=M/（fcmbf，h02） = = ξ=1（12αs）1/2= 可近似取 As=ξfcmbf，h0/fy =300565/300= 實配鋼筋2Ф16，As=402 mm2。ρ=942/300/565= %ρmin=%，滿足要求。m屬第一類T形截面。跨中正彎矩按T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：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=，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）=2400100（565100/2）=m 支座B：Mmax= KN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= ΣMb為節(jié)點左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和。第4層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/=可知，4層柱端組合的彎矩設計值應符合下式要求： ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc為節(jié)點上下柱端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和。ηvb梁端剪力增大系數(shù)。m）5759990140284759990140280．503759990140282759990140280．50192958017168梁端彎矩、剪力及柱軸力分別按以下公式計算： M l b=i l b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） (615) M r b=i r b（Mbi+1，j + M u i，j）/（i l b+ i r b） (616) V b=（M l b+ M r b）/ l (617) Ni=∑（V l b V r b）k (618 )具體計算過程見下表： 表611 梁端彎矩、剪力及柱軸力的計算層次AB梁 BC梁BC梁柱軸力M1bM2blVbM3bM4blVb邊柱N中柱N5343332313 圖64 地震荷載作用下框架的彎矩剪力及軸力圖7框架的內(nèi)力組合結(jié)構(gòu)抗震等級：根據(jù)《抗震規(guī)范》，本方案為三級抗震等級。m）575999011305475999011305375999011305275999011305192958013818表610 各層柱端彎矩及剪力計算（B、C柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）2，3號柱Di2（N/mm）Vi2（KN）ky（m）M 上（KN 水平地震作用下框架內(nèi)力計算計算5號軸線橫向框架的內(nèi)力：表69 各層柱端彎矩及剪力計算（A、D柱）層次hi（m）Vi（KN）∑D ij（N/mm）1,4號柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）M 上（KNm）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）54321∑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： 圖63 水平地震剪力作用分布 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(gòu)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 ij (613)u i=∑（△u）k (614)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。查表得設防烈度為7度的аmax=結(jié)構(gòu)總的水平地震作用標準值FEkFEk=а1Geq = =（KN）==＞T1=，所以不考慮頂部附加水平地震作用。結(jié)構(gòu)頂點的假想側(cè)移計算過程見下表，其中第四層的Gi為G4和Ge之和。 （△u）k為第k層的層間側(cè)移。uT按以下公式計算：VGi=∑Gk (68)（△u）i= VGi/∑D ij (69) uT=∑（△u）k (610)注： ∑D ij 為第i層的層間側(cè)移剛度。基本自振周期T1（s）可按下式計算：T1= （uT）1/2 (67)注：uT假想把集中在各層樓面處的重力荷載代表值Gi作為水平荷載而算得的結(jié)構(gòu)頂點位移。第1層A、D柱的反彎點高度為：查表得 y0= y1=0 y2=0 y3=0 所以y=同理可算出各層的反彎點高度，各層的反彎點高度詳見彎矩計算表中。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。 則 風壓高度變化系數(shù)z 由《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》確定橫向風荷載的標準值Wk為：Wk=zszWo表61 Wk值計算表離地高度UzBsUsWohihjWk 圖61 風荷載示意圖表62 側(cè)移值計算表WkVjED△u△u/h