【正文】 表 233 按塑性鉸線法計(jì)算彎矩項(xiàng)目ABCD
。m kNm kNmkNmkN kNm kNm kN取一、三、五層計(jì)算，控制內(nèi)力如下：第五層：Muc= Mlc= V=(+)/()= 柱的抗剪承載力：V=[(+λ)+fYVASVh0/s+]/rRE式中：λ表示剪跨比，λ=Hn/2h0 .當(dāng)λ＜1時(shí)，取λ=1；當(dāng)λ＞3時(shí)，取λ=3 N表示地震作用組合的框架柱軸向壓力設(shè)計(jì)值，當(dāng)N＞，取N=λ=Hn/2h0=515=＞3 取λ=3N=＜=550515=1215kN 取N=設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[550515/(+3)+2104515/200+103]/ =＞Vc≤550515/=同理第三層：Muc= Mlc= V=(+)/()= λ=Hn/2h0=515=＞3 取λ=3N=＞=550515=1215kN 取N=1215kN設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[550515/(+3)+2104515/200+1215103]/=＞Vc≤550515/=同理第一層：Muc= Mlc= V=(+)/()= λ=Hn/2h0=（）/2565=＞3 取λ=3N=＞=600565= 取N=1215kN設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[600565/(+3)+2104565/200+1215103]/ =＞Vc≤600565/=A柱計(jì)算同B柱第五層： Muc= Mlc= V=(+)/()= λ=Hn/2h0=515=＞3 取λ=3N=＜=550515=1215kN 取N=設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[550515/(+3)+2104515/200+103]/=＞Vc≤550515/=同理第三層：λ=Hn/2h0=515=＞3 取λ=3N=＞=550515=1215kN 取N=1215kN設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[550515/(+3)+2104515/200+1215103]/ =＞Vc≤550515/=同理第一層：λ=Hn/2h0=（）/2565=＞3 取λ=3N=＞=600565= 取N=1215kN設(shè)箍筋為4肢，Φ8 200， 則：V=[600565/(+3)+2104565/200+1215103]/ =＞Vc≤600565/=、板的設(shè)計(jì)板采用C30混凝土,fc=，板的配筋選用HPB235型鋼筋，fy=210N/mm2， kN/m2，板厚為120mm，按照塑性鉸線法進(jìn)行設(shè)計(jì)。m N== ②M=m N== ②M=m N== ②M=m N== ②M=m N== ②M=m對(duì)底層柱（V－V） McV－V==mMcI－I=m梁端ΣMb取左震，ΣMc也應(yīng)取左震ΣMc=m 右震 ΣMb=+=m對(duì)II－II截面： 左震 ΣMb=+=mMcI－I=m梁端ΣMb取左震，ΣMc也應(yīng)取左震ΣMc= kNm 右震 ΣMb=+=B柱正截面受壓承載力計(jì)算：對(duì)I－I截面： 左震 ΣMb=+=若采用雙向配筋，可取用兩組中較大者計(jì)算配筋。 ΣMb表示節(jié)點(diǎn)左、右梁端逆時(shí)針或順時(shí)針截面組合的彎矩設(shè)計(jì)值之和。、軸壓比限制值如下：類別抗震等級(jí)一二三框架柱框支柱 由柱的內(nèi)力組合表得：UC1=（5502）= UC2=（5502）=UC3=（5502）= UC4=（5502）=UC5=103708/（5502）= UC6=（5502）=UC7=（5502）= UC8=（5502）=UC9=（5502）= UC10=（5502）=UC11=（5502）= UC12=（5502）=所有的UC＜， 均滿足軸壓比限制的要求。縱筋為HRB400型鋼筋，fy=360N/mm2。調(diào)整后剪力Vbh0350565350565350465 (βc=1)＞＞＞箍筋直徑Φ 肢數(shù)n2 Φ82 Φ82 Φ8ASV箍筋間距 s150150150Vcs=+ h0/s＞＞＞βsv=nASV/bsβmin=表230 第六層斜截面強(qiáng)度計(jì)算截面支座A右支座B左支座B右設(shè)計(jì)剪力V180。表228 第一層斜截面強(qiáng)度計(jì)算截面支座A右支座B左支座B右設(shè)計(jì)剪力V180。m）bh0(mm2)350565350565350565350565350565350465350465350465Vb柱 /2（kNm）bh0(mm2)350565350565350565350565350565350465350465350465Vb柱 /2（kNm）bh0(mm2)350565350565350565350565350565350465350465350465Vb柱 /2（kN一到六層鋼筋混凝土的強(qiáng)度等級(jí)均為C30，fc=、縱向鋼筋選用HRB400型鋼筋,fy=360N/mm2，箍筋選用HPB235型鋼筋，fy=210N/mm2 .、梁的正截面強(qiáng)度計(jì)算以一、三、六層梁的配筋計(jì)算為例，二層梁的配筋與一層相同，四、五層梁的配筋與三層相同。以上取b′f的最小值: 一層II截面 b′f=2380 h′f=120 其它層II截面 b′f= h′f=120 一層V截面 b′f=2380 h′f=120 其它層V截面 b′f= h′f=120 判斷屬于哪一類T形截面第一類為中和軸在翼緣內(nèi) M≤α1fc b′f h′f(h0 h′f/2)第二類為中和軸在梁肋內(nèi) M＞α1fc b′f h′f(h0 h′f/2)以一層II截面為例：α1fc b′f h′f(h0 h′f/2)=2380120（565120/2）=m ,V的單位為kN.其中截面II和截面V應(yīng)按T形梁計(jì)算，其它截面均按矩形梁計(jì)算。注：在截面配筋時(shí)，組合表中與地震力組合的內(nèi)力應(yīng)乘以后再與靜力組合的內(nèi)力進(jìn)行比較，挑出最不利的力。、截面設(shè)計(jì)、承載力抗震調(diào)整系數(shù)考慮地震作用時(shí)，結(jié)構(gòu)構(gòu)件的截面設(shè)計(jì)采用下面的表達(dá)式： 表示承載力抗震調(diào)整系數(shù)，取值見下表. 表示地震作用效應(yīng)或地震作用效應(yīng)與其它荷載效應(yīng)得基本組合。N注：表中彎矩單位為kNN二柱頂MN柱底M177。N四柱頂MN柱底M177。m ,軸力單位為kN .表222 B柱內(nèi)力組合層次位置內(nèi)力荷載類別豎向荷載組合豎向荷載與地震力組合恒載①活載②地震③①+②①+②（①+②）+③六柱頂MN柱底M177。N一柱頂MN柱底M177。N三柱頂MN柱底M177。N五柱頂MN柱底M177。、框架柱的內(nèi)力組合框架柱取每層柱頂和柱底兩個(gè)控制截面，稱為活荷載按樓層折減系數(shù)，取值見下表218：表220 活荷載按樓層折減系數(shù)墻、柱、基礎(chǔ)計(jì)算截面以上層數(shù)12～34～56～89～20＞20計(jì)算截面以上各樓層活荷載總和的折減系數(shù)（）注：當(dāng)樓面梁的從屬面積超過25m2時(shí)，采用括號(hào)內(nèi)數(shù)值。（）V 注：①表中彎矩單位為kN（）V一A右M177。（）V二A右M177。（）三A右M177。（）VB左M113.（）VB右M177。（）VB左M（）VB右M177。（）VB左M（）VB右M177。應(yīng)取x1=l或x1=0，用M=xRAqx2/2MGA177。m)MEB(kNm) MGB(kN具體數(shù)之見恒載作用下梁端剪力及柱軸力表、活載作用下梁端剪力及柱軸力表217。MGE、x1 具體數(shù)值見下表218，表中RA、x1 、MGE 均由兩組數(shù)值；梁的內(nèi)力組合見表219?？缰蠱若小于ql2/16,應(yīng)取M=ql2/16。在豎向荷載作用下，考慮框架豎向梁端的塑性內(nèi)力重分布，調(diào)幅后，恒載、活載彎矩見圖21圖213括號(hào)中數(shù)值。遠(yuǎn)端滑動(dòng)鉸支，傳遞系數(shù)為1。、固端彎矩計(jì)算將框架梁視為兩端固定梁計(jì)算固端彎矩，M=ql2/2,計(jì)算結(jié)果見表214：、分配系數(shù)計(jì)算考慮框架的對(duì)稱性，取半品框架計(jì)算，柱、梁剛度如下圖所示。、用彎矩分配法計(jì)算框架彎矩豎向荷載作用下框架的內(nèi)力分析，除活荷載較大的工業(yè)廠房外，對(duì)一般的工業(yè)與民用建筑可不考慮活載的不利布置，這樣求得的框架內(nèi)力，梁跨中彎矩較考慮活荷載不利布置求得的彎矩偏低，但活荷載占總荷載的比例較小時(shí)，其影響較小。自上而下疊加 節(jié)點(diǎn)左右的兩端剪力，可得柱的軸力，中柱兩側(cè)梁端彎矩按梁的線剛度分配。地震的宏觀震害表明，結(jié)構(gòu)上不往往震害嚴(yán)重，因此引入δn（頂部附加地震系數(shù)），考慮了結(jié)構(gòu)周期和場(chǎng)地的影響，且使修正后的剪力分布更加符合實(shí)際。 T1表示框架頂點(diǎn)位移 表25 橫向框架頂點(diǎn)位移計(jì)算層數(shù)Gi（kN ） ΣGi（kN ）Di(kN/m)層間相對(duì)位移δi=ΣGi/ DiΔi六1051390五1051390四1051390三1051390二1051390一772060T1==(s) 、在橫向地震下的作用在II類場(chǎng)地，8度設(shè)防區(qū)，結(jié)構(gòu)的特征周期Tg和地震影響系數(shù)αmax為：Tg=（s）， αmax =由于T1＞==（s）,應(yīng)考慮定點(diǎn)附加地震的作用。橫梁線剛度見下表22：編號(hào)截面跨度慣性矩邊框架梁中框架梁bh(m2)(m)I0=bh3/12(m4)Ib=Kb=EIb/lIb=Kb=EIb/lL1104－－L2104－－L3－－104L4－－104L5104104L610410橫向框架柱的