【正文】 在設(shè)計中按35C2()CfNm?235HPB(21)yf??彈性理論計算各板區(qū)格的彎矩進而進行板配筋計算。因而按上述計算來配筋給柱子配筋。(2)底層柱，柱根不小于凈高的 1/3，本工程取 1750mm.因而此處箍筋數(shù)量取 100(四肢)8?驗算箍筋加密區(qū)最小體積配筋率：軸壓比：????????? 查表知 .7v?%2vcyf????? 120.(60).?????符合要求。68 00=3,..=27CcC ccMVhVNKfbh Kf????????????????????REREREtsv 取其 中 :取 較 大 柱 端 彎 矩 且 不 考 慮取 相 應(yīng) 的 剪 力 ,且 不 考 慮 與 相 應(yīng) 的 軸 力 N要 乘 以 ，取 =+???????.).)=此處按構(gòu)造配置配筋框架柱的箍筋加密區(qū)范圍根據(jù)下列規(guī)定決定：(1)柱端,取截面高度,柱凈高的 1/6 和 500mm 三者的較大值。s=ρminbh=%500500=500(mm2)柱的斜截面承載力計算：此處以 B 柱為柱力，控制點取第一層梁與 B 柱節(jié)點，其它層及 A 柱參考 B 柱配筋。s（mm2） 選筋 4 18 4 18 4 18 4 18 4 18 4 18實配面積（ mm2）1018 1018 1018 1018 1018 1018(單側(cè))ρ%=AS/bho 當(dāng) As=A39。 ()()bsic cs sys ysNehefh bfAAf???? ???????小 偏 心大 偏 心 小 偏 心表 345 B 柱的正截面受壓承載力計算截面 I－I II－II III－IIIM(KN39。39。 39。.43(0iciisbccMeNhefAlheehNfhxNefb?????????????????????當(dāng) 時 取 當(dāng) 時 取大 偏 心39。2}3().54(,.0)(). 5,.6()14(7).5。 ）80m 柱截面設(shè)計 混凝土為 C35 縱筋為 II 級 230/yfNm??? 箍筋為 I 級 2/yf柱正截面承載力驗算：從柱內(nèi)力組合表可看出來，B 柱受力最大，我們?nèi)?B 柱驗算，其他層的柱按 B 柱配筋，取底層 II、IIII、IIIIII 截面驗算 B 柱：這里分別取彎最大一組內(nèi)力，軸力最大一組內(nèi)力分別計算。s （％) % % %ρsvmin＝ t/fyv（％) % % %（注：1：上表箍筋的配置是加密區(qū)的配置，加密區(qū)的長度為：AB，CD 段為 1050 ；m63BC 段為 。s （％) % % %ρsvmin＝ t/fyv（％) % % %表 343 五層斜截面強度計算62截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右調(diào)整后剪力 V （KN） γRE V （KN) bh0 （㎜ 2） 250600 250600 250365 （KN ） 續(xù)表 343截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右箍筋直徑 Ф（㎜）肢數(shù)（n） n=2,Φ=8 n=2,Φ=8 n=2,Φ=8Asv1（㎜ 2） 箍筋間距 s（㎜） 100 100 100Vcs=+(N) 304 304 197ρsv＝nA sv1/bs （％) % % %ρsvmin＝ t/fyv（％) % % %表 341 三層斜截面強度計算：截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右調(diào)整后剪力 V （KN） 61γRE V （KN) bh0 （㎜ 2） 250600 250600 250365 （KN ） 箍筋直徑 Ф（㎜）肢數(shù)（n） n=2,Φ=8 n=2,Φ=8 n=2,Φ=8Asv1（㎜ 2） 續(xù)表 341截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右箍筋間距 s（㎜） 100 100 100Vcs=+(N) 304 304 197ρsv＝nA sv1/b得到梁端截面剪力設(shè)計值lrbm?59lrbm：分別為梁在左右端順和反時針方向截面組合的彎距值：由表 338 中查得：表 338 剪力調(diào)整見下表項 目 層次Ln(m)Mlb+Mlb()VGb(KN)η調(diào)整前左端V調(diào)整前右端V調(diào)整后V(KN)續(xù)表 3386 5 4 3 2 AB 跨1 6 5 4 3 2 BC 跨1 調(diào)整后的剪力值大于組合表中的靜力組合的剪力值，按剪力值在兩者之間的較大值進行截面計算斜截面強度計算見表 339—表 3所示：表 339 一層斜截面強度計算截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右調(diào)整后剪力 V （KN） γRE V （KN) bh0 （㎜ 2） 250600 250600 25036560 （KN ） 箍筋直徑 Ф（㎜）肢數(shù)（n） n=2,Φ=8 n=2,Φ=8 n=2,Φ=8Asv1（㎜ 2） 箍筋間距 s（㎜） 100 100 100Vcs=+(N) 302 304 197續(xù)表 339截面 支座 A 右 支座 B 左 支座 B 右ρsv＝nA sv1/bm) γREM0 (KNv/2 (KNm) αs=γREM0/α1fcbh02 ξ=1（12α s） 1/2 AS=ξα1fcbh0/fy 531 721 898 715 829續(xù)表 336五層 AB 跨 BＣ跨截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ V選筋 5 20 4 20 5 20 5 20 4 20實配面積(mm2) 1570 1256 1570 1570 1256ρ(%) % % % % %h0(mm) 565 565 565 365 365剪力(KN) fc α 1 b(mm) 250 2167 250 1000 250fy 300 300 300 300 300表 337 第 6 層框架梁正截面強度計算六層 AB 跨 BＣ跨截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ VM (KNm) M0＝Mbv/2 (KNm) bh0 （mm 2） 250565 250565 250565 250365 250365bm) γREM0 (KNv/2 (KNm) αs=γREM0/α1fcbh02 ξ=1（12α s） 1/2 AS=ξα1fcbh0/fy 823 624 1078 1253 1365選筋 5 20 4 20 5 20 5 20 5 20實配面積(mm2) 1570 1256 1570 1570 1570ρ(%) % % % % %h0(mm) 565 565 565 365 365剪力(KN) fc α 1 b(mm) 250 2167 250 1000 250fy 300 300 300 300 300表 335 第 4 層框架梁正截面強度計算四層 AB 跨 BＣ跨截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ VM (KNm) M0＝Mbv/2 (KNm) bh0 （mm 2） 250565 250565 250565 250365 250365bm) γREM0 (KNv/2 (KN依據(jù)上述理論我們以一層ＡＢ跨為例計算如下,其他層見下表：⑴ 考慮跨間最大彎矩處:按 T 形截面設(shè)計,翼緣計算寬度 b’f①按跨度考慮,取 b’f②按凈梁凈距 Sn考慮 b ’f=b+sn③按翼緣高度 h’f考慮, h 0=ha梁內(nèi)縱向鋼筋選 HRB335 級熱扎鋼筋(f y = f’y=300 N/m),ξ b= 因為α 1fcb’f h’f (h0 h’f /2)所以屬第一類 T 形截面計算.下部跨間截面按單筋 T 形截面計算.α s=M/α 1fcb’f h02ξ=1(12α s)1/2AS=ξα 1fcb’f h0/fyξ=f yAS/(α 1fcb’fh0) 符合三級抗震設(shè)計要求.⑵考慮兩支座處:支座 I 上部:α s=M/( α 1fcb’f h20)ξ=1(12α s)1/2AS表 333 第 2 層框架梁正截面強度計算54二層 AB 跨 BＣ跨截面 Ⅰ Ⅱ Ⅲ Ⅳ VM (KN當(dāng)梁上部受拉時,按矩形截面設(shè)計。39。m) αs=γREM0/α1fcbh02 ξ=1（12α s） 1/2 AS=ξα1fcbh0/fy 1926 1315 1172 2477 1504 選筋 5 22 4 22 5 22 5 22 4 22實配面積(mm2) 1900 1520 1900 1900 1520ρ(%) % % % % %h0(mm) 565 565 565 365 365剪力(KN) fc α 1 b(mm) 250 2167 250 1000 250fy 300 300 300 300 300此處取梁端彎矩 02bMV??53 式中 M0 —梁端柱邊截面的彎矩 V, M —內(nèi)力計算得到的梁端柱軸線截面的剪力和彎矩 跨中截面: 最小配筋為:﹪, = =﹪中39。m) M0＝Mbv/2 (KNm) bh0 （㎜ 2） 250565 250565 250565 250365 250365b （2）彎矩以順針方向為正，剪力以繞柱順時針為正。 （2）彎矩以順針方向為正，剪力以繞柱順時針為正。（2）彎矩以順針方向為正，剪力以繞柱順時針為正。 內(nèi)力組合 框架梁內(nèi)力組合 在恒載和活載作用下，跨間 maxM可近似取跨中的 M 代替，2max18ql???左 右 式中： 左 、 右 為梁端左右端彎矩見圖 315 中所示41 跨中 M 若小于218ql，那么應(yīng)取216Mql?在豎向荷載與地震力組合時，跨間最大彎矩 GE采用數(shù)解法來進行計算如圖 325 所示：表 325 豎向荷載與地震力組合表(恒+ 活) 地震 q項目 MGA()MGB()MEA()MEB()KN/m6 5 4 3 2 AB 跨1 6 5 4 3 2 BC 跨1 42 圖 315 框架梁內(nèi)力組合圖 圖中： MGE、 B表示重力荷載作用下梁端彎矩 A、 表示水平地震作用下梁端彎矩 BR、 表豎向荷載與地震荷載共同作用下梁端反力對圖中 B作用點取彎矩可見： 12Aql??GBAEB（ M+）那么任意截面 x 處的彎矩為： 21ARqx?GAE=由0dmx?時，可求得跨間 Mmax的位置為： 1Aq?將 1x代入任意截面處彎矩表達式，可得跨間最大彎矩為： maxGE?2AGEARmq?? 21當(dāng)右震時，公式中 EAB反號即可。調(diào)幅系數(shù)現(xiàn)澆框架取。 用彎距二次分配法計算框架彎距等效后框架豎向荷載示意圖(沒有計入柱子自重)29圖 311（a） 恒載分布圖(單位:kn/m，kn)圖 311（b）活載分布圖(單位:kn/m，kn)30注意：以上集中荷載不包括柱自重。 板傳來 2(12()^2+()^3)梁線荷載 0q2橫墻線荷載 0q239。239。 板傳來 2(12() 2+() 3)梁線荷載 0q2橫墻線荷載 0q239。239。 板傳來 2(12()^2+()^3)梁線荷載 q2橫墻線荷載 0q239。239。短方向分配荷載： (kn/m)58aq長方向分配荷載： (kn/m)23[1()]aqb??26圖 39 雙向板示意圖, 分別由邊縱梁,中縱梁直接傳給柱的橫載,它包括梁自重、樓板重、縱墻、重力荷載。 板傳來 25/8次梁(橫)自重0板傳來 (5/8)縱梁自重 p1縱墻自重 次梁(橫)自重0板傳來 (5/8) +(12()^2+( /)^3)縱梁自重 p2縱墻自重 0其中： , 代表橫梁自重,為均布荷載形式(包括粉刷層)1q2, 分別為屋面板和走道板傳給橫梁的梯形荷載和三角形荷載39。1P2荷載類型荷載組成 kn/m 合計梁線荷載 q1橫墻線荷載 0