【正文】 AB雙肢Φ8100雙肢Φ8150BC雙肢Φ8100雙肢Φ8100：已知條件混凝土采用C30，fc=，ft=，縱向的受力鋼筋選為HRB400（fy= f’y=360N/mm2），箍筋選為HRB235（fy= f’y=210N/mm2）。上式中出現(xiàn)的 梁端的箍加密區(qū)取2肢Φ8100，箍筋為HPB235級鋼筋，則:抗剪承載力設(shè)計值V=*+(Asv/s)h0 =***250*565+*210*101/100*565= （3）、箍筋選擇: 梁端的加密區(qū)箍筋取Ф8100，箍筋為I級Q235熱扎鋼筋，fyv=210N/mm, ，非加密區(qū)箍筋取Ф8200。 （2）、驗算是否要計算配置箍筋： =250565 =V= 可知，需配箍。：承載力抗震調(diào)整系數(shù)γRE===（1）、驗算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/250=4,屬厚腹梁。 2Ф22 As=1074 mm2。 2Ф22 As=1380 mm2。（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間的截面的4Ф20 鋼筋伸入支座，作為支座的負(fù)彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=1256mm2，再計算相應(yīng)的受拉鋼筋的面積As，即支座B的上部， γRE=，*=αs=[M fy, As，(h0a,)]/（fcmbf，h02） =[1063001256(56535) ]/ 0說明受壓區(qū)的鋼筋達不到屈服應(yīng)力，有富余。ρ=1256/300/565= %ρmin=%，滿足要求。m屬第一類T形截面。 按T形的截面設(shè)計，翼緣的計算寬度bf，按照跨度考慮，取bf，=l/3=6/3=2m=2000mm，梁內(nèi)縱向的鋼筋選二級熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=ha=60035=565mm，因為fcm bf，hf，（ h0 hf，/2）=2000100（565100/2）=m 調(diào)整后的剪力為：V=：在抗震結(jié)構(gòu)設(shè)計中，對于樓面的現(xiàn)澆砼的框架結(jié)構(gòu)，梁支座的負(fù)彎矩按照矩形的截面來計算縱筋的數(shù)量。m 支座A： Mmax= KN2）構(gòu)造要求（1）承載力抗震調(diào)整系數(shù)γRE=（2）三級抗震設(shè)防要求，框架梁的混凝土受壓區(qū)高度x≤則x1≤=715=x2≤=565=（3）梁的縱筋最小配筋率：支座：%250565=(45) %300565=300mm2所以：Amin=300mm2（4）箍筋的配箍率箍筋的配筋率ρsvmin=ft/fyv= 以第5層AB跨框架梁的計算為例?？v向受力鋼筋選為HRB335（fy= f’y=300N/mm2），箍筋選用為HRB235（fy= f’y=210N/mm2）。：由式驗算強柱弱梁，若不滿足，則由調(diào)整柱端彎矩設(shè)計值（ηc=）由于調(diào)整值一般不控制截面，計算過程略?？紤]到鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)具有塑性內(nèi)力重分布的性質(zhì)，在豎向荷載下可以適當(dāng)降低梁端彎矩，進行調(diào)幅（），以減少負(fù)彎矩鋼筋的擁擠現(xiàn)象。A柱： N頂=+= KN 柱重：25= KN N底= N頂+=B柱： N頂=++= KN恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次彎矩引起剪力(AB)荷載引起的剪力柱軸力AB跨BC跨A柱B柱VmA=VmBVqA=VqBVqB=VqCN頂N底N頂N底54321注：第一層柱自重：25=活載作用下：計算方法與恒載類似，結(jié)果如下表活載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）層次彎矩引起剪力(AB)VmA=VmB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5040302010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。：恒載作用下：梁端剪力及柱軸力計算梁端剪力 V=Vq＋Vm式中：Vq——梁上均布荷載引起的剪力，Vq＝ql/2Vm——梁端彎矩引起的剪力，Vm＝(M左M右)/2 柱軸力 N=V+P式中：V——梁端剪力； P——節(jié)點集中力和柱自重。m一層：MBD中 ==m二層：MBD中 ==m三層：MBD中 ==m四層：MBD中 ==m又考慮荷載最不利位置，計算結(jié)果如下：五層：MBD中 ==m對于1層：MBD中 =m對于2層：MBD中=m對于3層：MBD中=m對于4層：MBD中=對于5層：MBD中 =M0（M左+ M右）/2=調(diào)幅后：梁端彎矩M’1 =βM1 M’2=βM2跨中彎矩：M’中=M中(M’1 + M’2）/2注：這里彎矩帶正負(fù)號，梁上邊受拉為負(fù)，下邊受拉為正。mME =mME=mME =mME =mME=M0（M左+ M右）/2=以下結(jié)果為彎矩調(diào)幅后的結(jié)果。8= KN/mPA=(+3)/2+(+)/2=PB =（+3）+(+)/2+（+3）+ （+）=Pc =（+3）+(+)/2+（+3）+ （+）=PD=(+3)/2+(+)/2=PCL1=（+3）2 +(+)/22=PCL2=（+3）2 +(+)/22=將計算結(jié)果匯總?cè)缦聝杀恚?橫向框架恒載匯總表層次q1KN/mq1，KN/mq2KN/mq2，KN/mqQKN/mPAKNPBKNPCKNPDKNPCL1KNPCl2KN520242橫向框架活載匯總表層次q2（KN/m）q2，（KN/m）PA（KN）PB（KN）PC（KN）PD（KN）PCL1（KN）PCL2（KN）524： 恒荷載作用下的各層框架梁上的荷載的分布如下圖所示：等效于三角形荷載的疊加、均布荷載與梯形。q2=3 5247。8=q2，=5247。8= KN/M310=10KN/m310=PA=25+(+3)/2+(+)/2+ 10=PB =0. 2525+（+3） +(+)/2+ （+3）+ （+）+=PC =25+(+3)/2+(+)/2+ 10=PD=0. 2525+（+3） +(+)/2+ （+3）+ （+）+=PCL1=（+3）2 +(+)/22+ 25=PCL2=（+3）2 +(+)/22+ 25=：活荷載作用下的各層框架梁上的荷載分布圖如下： （1）、對第5層，樓面板和走道板傳給橫梁的三角形荷載q2==3 KN/mq2，== 轉(zhuǎn)化成等效均部荷載。q2=5247。11=10=10KN/mq1=310=qq2″分別為樓面板與走道板傳給橫梁的三角形的荷載。8= KN/mPA、PB 、PC ,PD 分別由邊縱梁、中縱梁、邊縱梁直接傳給柱的恒載，PCL是由縱向次梁直接傳給橫向主梁的恒載，它們包括主梁自重、次梁自重、樓板重、及女兒墻等重力荷載，計算如下：PA=25+(+3)/2+(+)/2+ 25=+++= KNPB =0. 2525+（+3） +(+)/2+ （+3）+ （+）=PC =25+（+3） +(+)/2+ （+3）+ （+）=PD=25+(+3)/2+(+)/2+ 25=+++= KNPCL1=（+3）2 +(+)/22+ 25=PCL2=（+3）2 +(+)/22+ 25=（2）、對于14層，qq1，、q1″表橫梁自重，為均部荷載形式。由靜力計算手冊可得三角形荷載可以轉(zhuǎn)化為均部荷載q2=5247。恒荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如下圖所示：（1）、對于第5層，qq1，、q1″表橫梁的自重，為均布荷載的形式。m）M ui2（KNm）M ui1（KN梁線剛度亦無變化，但首層層高有變化，所以一，二層柱需修正反彎點高度。 yy3為上下層層高變化時反彎點高度比的修正值。：框架柱端剪力及彎矩分別按下列公式計算：Vij=DijV i /∑DijM bij=Vijyh M uij=Vij（1y）hy=yn+y1+y2+y3注：yn框架柱的標(biāo)準(zhǔn)反彎點高度比。m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）5415 321∑各質(zhì)點水平地震作用與樓層地震剪力沿房屋高度分布如下圖：（a）水平地震作用分布 （b）層間剪力分布（具體數(shù)值見上表）：水平地震的作用下，框架結(jié)構(gòu)層間位移（△u）i與頂點的位移u i分別按下列公式計算：（△u）i = Vi/∑D iju i=∑（△u）k各層的層間的彈性位移角θe=（△u）i/hi，根據(jù)《抗震規(guī)范》，考慮磚填充墻的抗側(cè)力作用的框架，層間的彈性位移角限值[θe]1/550。=744KNG2=G 恒+G活=744+++ + = KN G2= KN G3= KN G4= KN 第五層(1)、梁重力荷載 類別凈 跨（mm）截 面（mm）荷載標(biāo)準(zhǔn)值（KN/m）數(shù) 量(根)單 重（KN）總 重（KN）橫梁138003006002138002506008縱梁536003007502531502507501540502507501合 計柱重力荷載：2=（2）、內(nèi)外填充墻及女兒墻重的計算： 類別總計算長度（m）墻計算高度（m）墻厚計算值（m）荷載標(biāo)準(zhǔn)值（KN/m）總 重（KN）女兒墻1441．20．13樓梯間3．60．24合 計 （3）、屋面板及樓板恒載、活載計算（）樓板面積： =（m2） 樓梯間面積: 2=（m2）電梯間屋面板面積：=（m2）電梯間面積：=（m2）樓梯間屋面板面積: 2=（m2）恒載=樓梯恒載+樓板恒載+屋面板恒載: + + = KN 活載：2 +（） =雪載：=由以上計算可知，五層重力荷載代表值為G5=G 恒+G活= + + + += 集中于各樓層標(biāo)高處的重力荷載代表值G i的計算結(jié)果如下圖所示： G5= G4= G3= G2= G1=5 水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算： 橫向自振周期的計算采用能量法各樓層的重力荷載代表值為：G5=G4=G3=G2=G1=將各樓層的重力荷載代表值當(dāng)作水平力產(chǎn)生的樓層剪力為V5=G5 =V4=G5+G4=16392KNV3=G5+G4+G3=V2=G5+G4+G3+G2=V1=G5+G4+G3+G2+G1=則將樓層重力荷載當(dāng)作水平力所產(chǎn)生的水平位移為u1= V1/ K1=44210900/536916100=u2= V2/ K2 +u1=+=u3= V3/ K3 +u2=+=u4= V4/ K4 +u3=+=u5= V5/ K5 +u4=+=G單位是KN，u單位是m.T1= s：本結(jié)構(gòu)高度不超過40m，質(zhì)量與剛度沿高度的分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可以用底部剪力法計算水平地震作用，即：結(jié)構(gòu)等效總重力荷載代表值GeqGeq=∑Gi=（++++）=（KN） 計算水平地震影響系數(shù)а1查表得二類場地近震特征周期值Tg=。，247。第一層(1）、梁、柱：類別凈 跨（mm）截 面（mm）荷載標(biāo)準(zhǔn)值（KN/m）數(shù) 量(根)單 重（KN）總 重（KN）橫梁138003006002