【正文】 M/kN?mC1V/KNB1~C1梁左M/kN?mB1V/KN跨內(nèi)M/kN?m梁右M/kN?mC1V/KN由于在算梁配筋時(shí)，我們需要將其轉(zhuǎn)化到柱端，現(xiàn)以恒載為例，計(jì)算如下以第五層梁GF 為例，MA=*M VA= V1=Vg*b/2=*M1=M V1*b/2=+**M其他荷載的轉(zhuǎn)化方法如上，水平荷載時(shí)剪力不轉(zhuǎn)化。活載的計(jì)算，這里取滿跨荷載時(shí)作為最不利荷載，（影響線借用力學(xué)求解器計(jì)算），梁支座處采用滿布時(shí)的彎距，在這里不在考慮調(diào)幅，剪力，軸力的算法同恒載，內(nèi)力圖如下活荷載彎矩圖活荷載剪力圖 活荷載軸力圖考慮地震作用時(shí)，活荷載屋面應(yīng)取雪荷載，但考慮到雪荷載值太小，保守的計(jì)算仍以活荷載作為地震時(shí)的重力代表值計(jì)算參數(shù)則地震荷載代表值得計(jì)算：，G5= 518+*（76+59+90+53）=657KN( 其中76是外墻的重量，59是內(nèi)墻體的重量，90是該層柱的重量，53是梁的重量)同理的G4=G3=G2=714 KNG1=813KN()下面計(jì)算剛度橫梁線剛度ib的計(jì)算：類別Ec（N/mm2）2EcI0/l（Nmm）1450010450050010102536001045005001010梁柱彎曲變形引起的柱側(cè)移剛度，忽略柱的軸向變形。T=2（∑GiXi2/∑GiX）1/2=本結(jié)構(gòu)高度不超過40m，質(zhì)量和剛度沿高度分布比較均勻，變形以剪切型為主，故可用底部剪力法計(jì)算水平地震作用，即： 計(jì)算水平地震影響系數(shù)а1查表得二類場(chǎng)地近震特征周期值Tg=。 y1為上下層梁線剛度變化時(shí)反彎點(diǎn)高度比的修正值。 y框架柱的反彎點(diǎn)高度比。D/∑D=.V=*=K=，得 柱反彎點(diǎn)高度計(jì)算?？蚣芰簝?nèi)力組合：本方案考慮了以下幾種內(nèi)力組合，+， SGk ++（ SQk+ S風(fēng)k）+。 計(jì)算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設(shè)計(jì)值，由平衡條件確定。m M rb=59/= KN ΣMb為節(jié)點(diǎn)左右梁端截面順時(shí)針或逆時(shí)針方向組合的彎矩設(shè)計(jì)值之和。第4層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/=，無需調(diào)整。當(dāng)N〉**5002= 是時(shí)才需要調(diào)整 第4層，柱F、E、D需調(diào)整。)調(diào)整前的剪力GFED54321調(diào)整后的剪力ABCC54310121框架梁內(nèi)力組合表,框架柱內(nèi)力組合表見附表：第五部分：截面設(shè)計(jì)一、框架梁： 以第1層GF跨框架梁的計(jì)算為例。m 支座A：Mmax=m 抗震調(diào)整后剪力：V= KN非抗震調(diào)整后剪力：V1= KN V2= KN梁正截面受彎承載力計(jì)算： 抗震設(shè)計(jì)中，對(duì)于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負(fù)彎矩按矩形截面計(jì)算縱筋數(shù)量。mMmax屬第一類T形截面。檢查是否滿足抗震要求，根據(jù)《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范》,%%。（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間截面的216鋼筋伸入支座，作為支座負(fù)彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=402 mm2，再計(jì)算相應(yīng)的受拉鋼筋A(yù)s，即支座F上部， 支座Fl：Mmax=59KN同理支座F的計(jì)算方法同上得到結(jié)果為實(shí)配鋼筋216,As=1610 mm2EF跨216通長(zhǎng)，ED跨416，第五層FG支座不考慮伸入鋼筋其他的梁配筋通上，下面結(jié)果由Excel得 層次截面M/kN?mb(bf) /mmh0asξAs實(shí)配鋼筋配筋率（%）5支座G右 300475 364 2φ16（402 F左59300475 356 2φ16（402 GF跨間2200475 343 3φ18（763 支座F右 300475 210 2φ16（402 E左300475 210 2φ16（402 FE跨間2200475 163 3φ16（763 支座E右 300475 701 4φ16（804 D左300475 700 4φ16（804 ED跨間2200475 797 4φ18（1017 4支座G右 300475 640 4φ14（615 F左300475 564 4φ14（615 GF跨間2200475 356 3φ16（763 支座F右 300475 379 3φ14（461 E左300475 298 3φ14（461 FE跨間2200475 107 3φ16（763 支座E右 300475 774 2φ14+3φ16（911 D左300475 960 2φ14+3φ16（911 ED跨間2200475 750 4φ18（1017 3支座G右 300475 778 4φ16（804 F左300475 689 4φ16（804 GF跨間2200475 316 3φ16（763 支座F右 300475 562 3φ16（603 E左300475 539 3φ16（603 FE跨間2200475 91 3φ16（763 支座E右 300475 850 5φ16（1005 D左300475 969 5φ16（1005 ED跨間2200475 767 4φ18（1017 2支座G右 300475 886 5φ16（1005 F左300475 775 4φ16（804 GF跨間2200475 361 3φ16（763 支座F右 300475 730 4φ16（804 E左300475 731 4φ16（804 FE跨間162200475 94 3φ16（763 支座E右 146300475 930 5φ16（1005 D左300475 1037 5φ16（1005 ED跨間2200475 758 4φ18（1017 1支座G右 300475 971 5φ16（1005 F左300475 814 4φ16（804 GF跨間2200475 378 3φ16（763 支座F右 300475 824 4φ16（804 E左144300475 916 5φ16（1005 FE跨間2200475 128 3φ16（763 支座E右 300475 996 5φ16（1005 D左300475 1082 4φ16+2φ14（1112 ED跨間1322200475 779 4φ18（1017 滿足梁的抗震構(gòu)造要求。 =300465 =V= 可知，截面符合條件。 其它梁的配筋計(jì)算見下表：層次截面配箍1支座G加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150FGF跨間支座F加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150EEF跨間支座E加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150DED跨間2支座G加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150FGF跨間支座F加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150EEF跨間支座E加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150DED跨間3支座G加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150FGF跨間支座F加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150EEF跨間支座E加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150DED跨間4支座G加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150FGF跨間支座F加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150EEF跨間支座E加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150DED跨間5支座G加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150FGF跨間支座F加密區(qū)雙肢Ф8100,非加密區(qū)雙肢Ф8150EEF跨間支座E加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150DED跨間二、框架柱：柱截面尺寸驗(yàn)算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對(duì)于三級(jí)級(jí)抗震等級(jí)，剪跨比大于2。底層柱縱向鋼筋宜按上下端的不利情況配置；下表給出了框架柱各層剪跨比和軸壓比計(jì)算結(jié)果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應(yīng)考慮抗震調(diào)整系數(shù)，由表可見，各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。M）VC（KN）N（KN）MC/VCH0N/FCMBH0G5500465 4500465 3500465 2500465 1500465 F5500465 450046591 3500465 2500465 1500465 E5500465 4500465477 3500465 25004651112 1500465 D5500465 4500465 3500465 2500465 1500465150 例：第1層G柱：柱截面寬度：b=500 mm柱截面有效高度：H0=50040=460 mm混凝土軸心抗壓強(qiáng)度設(shè)計(jì)值：fcm= N/mm2柱端彎矩計(jì)算值：Mc取上下端彎矩的最大值。m）柱端剪力計(jì)算值：Vc =柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N=剪跨比：Mc/Vch0=2軸壓比：N/fcmbh0=柱正截面承載力計(jì)算：先以第1層G柱為例，（1）、最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= KN ξ1=5002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2G0/1400eiG2 = 軸向力作用點(diǎn)至受拉鋼筋A(yù)s合力點(diǎn)之間的距離 e=ηei+G/2as =395mm 對(duì)稱配筋： ξ=x/h0=N/fcmbh0=103/ =ξb= 為大偏壓情況。柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10100。注：Asvi、li為第i根箍筋的截面面積和長(zhǎng)度。 s為箍筋間距