【正文】 表7層次層間剪力Vi(KN)層間剛度Di(m)層高(m)層間相對彈性轉角8692101/27507692101/16506692101/11795692101/9174695211/7863692101/7022485401/5751452101/677層間相對彈性轉角均滿足θe[θe]=1/550的要求五、地震作用內力計算地震作用下結構內力計算簡圖如圖所示，地震作用力沿豎向呈倒三角形分布。圖19：地震作用下剪力在各柱間分配（KN）圖20：各柱反彎點及柱端彎矩圖21：地震作用下彎矩圖（KNm）圖22：地震作用下柱軸力和梁剪力圖六、內力組合根據以上內力計算結果，即可進行各梁柱各控制截面上的內力組合，其中梁的控制截面為梁端及跨中，每層共有9個截面。為了施工方便，對梁端彎矩進行調幅（只對恒載和活載下彎矩進行調幅），結果見圖23和圖24。+)max,見表,剪力單位為KN七、梁柱截面配筋計算框架梁、柱截面配筋除滿足承載力要求外，對于梁和e0/h0。b=。 對于FE跨翼緣計算寬度當按跨度考慮時，；按梁間距考慮時，；按翼緣高度考慮,無須考慮這種情況。同理，HG跨，GF跨梁內縱向鋼筋選HRB400級鋼,ξb=。因為 對于FE跨屬于第一類T形截面，同理HG,GF跨梁也為第一類T形截面。（3）梁斜截面受剪承載力計算故截面尺寸滿足要求。對于GF跨，梁端加密區(qū)箍筋取4肢φ10100,箍筋用HRB235級鋼筋則由于跨度小，加密區(qū)長度取整跨。由表18可見，各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。（2）、柱的計算長度對于現(xiàn)澆樓蓋，底層柱計算長度l0=,其余層l0=。② E軸柱底層柱（M=,N=）l0==5500=5500mml0/h=5500/600=要考慮撓度對偏心距的影響ea=max(20,1/30h)=20mm ei=e0+ ea=150+20=170mm 取 l0/h15,取 ηei=170=204mm=555=,按大偏壓情況計算e=ηei＋h/2－a=204+600/2－45=459mm 采用對稱配筋 于是： 按構造配受拉區(qū)與受壓區(qū)各配316兩側中間各配1根16全部縱向鋼筋配筋率，滿足要求。由前可知，G軸柱頂彎矩設計值對三級抗震等級，柱底彎矩設計值則框架柱的剪力設計值（滿足要求）（取λ=）N==600600/1000=取 N= 故該層柱應按構造配置箍筋。由表18可知一層柱底的軸壓比n=，查《混凝土結構設計規(guī)范》=,則最小體積配箍率加密區(qū)位置及長度按規(guī)范要求確定。3．框架梁柱節(jié)點核芯區(qū)截面抗震驗算以首層F軸節(jié)點為例。設節(jié)點區(qū)配箍為4肢Ф10100,則節(jié)點滿足受剪承載力要求。故將表6中的層間剪力乘以6，得到多遇地震作用下的層間剪力。按框架梁、柱的實際配筋面積及材料強度標準值(柱還應包括對應于重力荷載代表值的軸向力)，下面一底層為例進行說明，其中fyk=400KN/m2。此處以3~8層為標準層，設其相對線剛度為1，則2層，1層（3）樓層受剪承載力計算采用簡化的柱底塑性鉸法計算。樓層屈服強度系數(shù)求解 表22由此可確定薄弱樓層的位置。由表23可見，最大層間彈塑性位移發(fā)生在第1層，其θp=1/62[θp]=1/50,故滿足規(guī)范要求。梁端加密區(qū)箍筋取雙肢φ8100,箍筋用HRB235級鋼筋（fyv=210N/mm2）,則,非加密區(qū)箍筋取雙肢φ8150，對于箍筋設置滿足要求。雙向板按彈性理論設計。l02方向跨中截面的h01=73mm。為了便于計算，均近似取γ=。十一、縱向框架梁（主梁）計算主梁按連續(xù)梁考慮，按彈性方法進行計算。圖26：主梁計算簡圖（2）荷載設計值1）屋面主梁梁荷載計算 a)恒載①均布恒荷載主梁自重 25=粉刷 (－)217=框架梁傳來屋面自重 均布恒荷載設計值g=（++）=②集中恒荷載次梁自重 25=作用在次梁上的屋面自重 KN 集中恒荷載設計值G=(+)/2=b)活荷載①均布活荷載均布活荷載設計值q==②集中活荷載 集中活荷載設計值Q==2）3~8層主梁梁荷載計算a)恒載①均布恒荷載主梁自重 25=粉刷 (－)217=框架梁傳來樓面自重 墻體自重及粉刷 均布恒荷載設計值g=（+++）=②集中恒荷載次梁自重 25=作用在次梁上的樓面自重 KN墻體自重 += KN 集中恒荷載設計值G=(++)/2=b)活荷載①均布活荷載均布活荷載設計值q==②集中活荷載 集中活荷載設計值Q==3）2層主梁梁荷載計算a)恒載①均布恒荷載主梁自重 25=粉刷 (－)217=框架梁傳來樓面自重 墻體自重及粉刷 均布恒荷載設計值g=（+++）=②集中恒荷載次梁自重 25=作用在次梁上的樓面自重 KN墻體自重 KN 集中恒荷載設計值G=(++)/2=b)活荷載①均布活荷載均布活荷載設計值q==②集中活荷載 集中活荷載設計值Q==（2）彎矩剪力設計值（3）主梁的承載力計算1）正截面受彎承載力計算跨內按T形截面計算，因，所以翼緣計算寬度取，取計算。梁端加密區(qū)箍筋取4肢φ8100,箍筋用HRB235級鋼筋（fyv=210N/mm2）,則,非加密區(qū)箍筋取4肢φ8150，對于箍筋設置滿足要求。另加吊筋1 20,Asb=314m2可以。翼緣厚度 翼緣寬度 取兩者較小者 采用HRB335級鋼筋，fy=300N/mm2, 混凝土采用C30,fc=。選用2 14（4） 斜截面承載力計算=200410=82082N18500N故知可按構造要求配置箍筋，選用φ6250mm. 平臺板TB2計算平臺板取1m寬作為計算單元，取板厚60mm.（1） 荷載計算水磨石面層 =平臺板自重 25=板底抹灰重 17=恒載設計值 g=活荷載設計值 q== KN/m總計：p=g+q= KN/m（2） 內力計算計算跨度跨中最大彎矩（3） 截面承載力計算取h0=ha=6015=45mm,則選用5φ6（ As=142mm2） 平臺梁TL2計算（1） 確定平臺梁的計算跨度及截面高度跨度L2=Ln+a=++=L2= == 取計算跨度L2= 截面高度h=L2/12=3360/12=280mm,取h=300mm，取b=200mm。十三、雨棚的計算，現(xiàn)取雨蓬板寬為b=,伸出墻外長l=； ，+2=。（1） 荷載計算 20mm水泥砂漿面層 20=板自重（按平均厚） 25=15mm紙筋石灰抹底 16=恒荷載設計值 g=由于雪荷載小于活荷載 取活荷載設計值為 q==集中荷載（1m寬內一個） F=（2）彎矩設計值恒活荷載加均布活荷載:M1=1/2（g+q）ln2=1/2（+）=恒活荷載加集中荷載:M2=1/2g ln2+F ln=1/2+1= KNmM2M1，故應按M2計算配筋。雨蓬板縱筋伸入梁內的錨固長度ld≥30d，即應大于308=240㎜。① 荷載計算梁自重 25=梁側粉刷 16（+）=梁上墻體重 （+17）雨蓬板傳來的恒荷載 = KN/m g=+++=雨蓬板傳來的活荷載 q==集中荷載 ,集中荷載按2個計算梁的計算跨度： L0===② 彎矩設計值③ 配筋計算：雨蓬梁截面為倒L形，現(xiàn)近似按矩形截面計算。② 截面尺寸校核近似取矩形截面計算，截面抗扭塑性抵抗拒為： ==〉 == N/mm2截面尺寸符合要求，按構造配置受剪扭鋼筋。現(xiàn)集中荷載對支座截面所產生的剪力值小于總剪力值的75%，故剪扭構件的受剪承載力應按以下公式進行計算：V（）fcbh0+Asv 為受剪所需的箍筋截面面積；S為箍筋間距； 受剪箍筋可按構造配置，取Φ8