PAGE結(jié)構(gòu)設(shè)計工程概況長春市擬建七層青年公寓，建筑面積6247.95m2,擬建房屋所在地的地震動參數(shù)αmax=0.16,Tg=0.30s,基本雪壓S0=0.35KN/m2,基本風壓W0=0.65KN/m2,地面粗糙度為B類，土重度為18KN/m3，空隙比0.8，液性指數(shù)0.833，地基承載力特征值fak=200KN/m2,土壤最大凍土深度-1.62m.結(jié)構(gòu)布置及計算簡圖一層：3.6m二至六層：3.3m電梯機房：3.0m填充外墻190mm厚陶粒混凝土砌塊，木門及窗口尺寸見圖1；樓蓋采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)，樓板厚100mm,局部120mm,主梁250mmX700mm,次梁250mmX650mm，梁柱板混凝土強度等級C30(fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2).柱截面尺寸估算:框架結(jié)構(gòu)的抗震等級為三級，其軸壓比限制[μN]=0.9,各層的重力荷載代表值取12KN/m2,邊柱及中柱的負載面積分別為5.15mX7.8m和4.95mX7.8m。因此第一層柱截面面積為邊柱中柱如取柱截面為正方形，則邊柱和中柱截面高度分別為540mm和520mm,根據(jù)上述計算結(jié)構(gòu)并考慮其他因素，本設(shè)計柱截面尺寸取值如下：一層：600mmX600mm;二至六層：500mmX500mm;基礎(chǔ)選用獨立擴展基礎(chǔ)，基礎(chǔ)埋深1.7m,基礎(chǔ)截面高度取1.4m,框架結(jié)構(gòu)計算簡圖去頂層柱形心線作為框架柱的軸線，梁軸線取至板底，2～6層柱高度即為層高，底層柱高度從基礎(chǔ)頂面取至一層板底，即h1=3.6+1.7+0.45-1.4-0.1=4.25m.重力荷載計算（一）屋面及樓面的永久荷載標準值屋面（不上人）40厚C20細石混凝土保護層22X0.04=0.88KN/m24厚APP改性瀝青防水層0.40KN/m210厚水泥砂漿找平層20X0.01=0.20KN/m21：10水泥珍珠巖找坡層15X0.02=0.30KN/m280厚聚苯乙烯保溫層0.5X0.08=0.04KN/m210厚1：3水泥砂漿找平層20X0.01=0.20KN/m2100厚現(xiàn)澆混凝土屋面板25X0.10=2.50KN/m220厚混合砂漿抹面刮大白20X0.02=0.40KN/m2合計4.92KN/m2圖1.1首層平面圖圖1.2剖面圖圖2框架結(jié)構(gòu)計算簡圖樓面瓷磚地面（包括水泥粗砂打底）0.55KN/m220厚1：3水泥砂漿找平層20X0.02=0.40KN/m2100厚鋼筋混凝土樓板25X0.10=2.50KN/m220厚混合砂漿抹面刮大白20X0.02=0.40KN/m2合計3.85KN/m（二）屋面及樓面可變荷載標準值不上人屋面均布活荷載標準值0.50KN/m2樓面活載標準值2.00KN/m2屋面雪荷載標準值SK=μR*S0=1.0X0.35=0.35KN/m2（三）梁、柱、墻、窗、門重力荷載計算梁柱可根據(jù)截面尺寸、材料容重及粉刷等計算單位長度上的重力荷載、對墻、門、窗等可計算單位面積上的重力荷載，計算結(jié)構(gòu)見（表1）表1.梁、柱重力荷載標準值層次構(gòu)件b/mh/mΓ/KN/m3βg/KN/mlinGI/KN∑GI/KN1邊橫梁0.250.65251.053.2817.040981.682007.4099中橫梁0.250.65251.053.2812.1515105.812縱梁0.250.70251.053.9387.332919.917柱0.600.60251.109.9004.25381214.812邊橫梁0.250.65251.053.2817.030689.011608.7499中橫梁0.250.65251.053.2812.1515105.812縱梁0.250.70251.053.9387.328804.927柱0.600.60251.109.9003.332726.03～6邊橫梁0.250.65251.053.2817.026597.1421378.7844中橫梁0.250.65251.053.2812.151391.704縱梁0.250.70251.053.9387.324689.938柱0.600.60251.109.9003.328635.25墻體外墻體為190mm厚陶?？招钠鰤K，外貼100mm厚苯板，并抹灰刷外墻涂料，內(nèi)20mm厚抹灰，則外墻單位墻重力荷載為：6.0X0.19+17X0.06+0.5X0.1=2.21KN/m2陽臺處外墻為120mm厚水泥空心磚，外貼80mm厚苯板，并抹膠2.0mm厚，內(nèi)面為20mm厚抹灰，則單位面積重力荷載為：10.3X0.12+17X0.03+0.5X0.08=1.786KN/m2內(nèi)墻為190mm厚陶粒空心砌塊，兩側(cè)均為20mm厚抹灰，則單位面積重力荷載為：6.0X0.19+17X0.02X2=1.82KN/m2木門單位面積重力荷載為0.2KN/m2，塑鋼窗單位面積重力荷載為0.4KN/m2。（四）重力荷載代表值1層：外墻面積：7.3X21X3.0=459.9m2459.9-107.52=352.38m2窗戶總面積：2.4X2.1X16+2.4X0.8X14=107.52m2門總面積：3.0X7.3+1.5X2.4X4=36.3m2(外墻)1.5X2.4X9+1.0X2.1X7=48.45m2(內(nèi)墻)內(nèi)墻面積：7.0X25X3.0=525m2525-48.45=476.55m2外墻重：352.38X2.21=778.86KN內(nèi)墻重：476.55X1.82=867.321KN門窗重：0.4X(107.52+36.3+48.45)=76.908KN樓板重：3.65X7.355X28X3.85+3.65X2.15X14X3.85+5.4X31.2X3.85=3965.600KN2層：外墻面積：7.3X18X2.7-138.24=216.54m2窗戶總面積：2.4X1.8X32=138.24m2門總面積：1.5X2.4X7+1.0X2.1X6=45m2內(nèi)墻面積：7.7X22X2.7-45=388.62m2外墻重：216.54X2.21=478.553KN內(nèi)墻重：388.62X1.82=707.288KN門窗重：0.4X(45+138.24)=73.296KN樓板重：3.65X7.355X28X3.85+3.65X2.15X14X3.85=3316.952KN3～5層：外墻面積：17.4X2X2.7+3.9X8X2.7-34.56=143.64m2窗戶總面積：2.4X1.8X8=34.56m2(墻)73.9X2.1=155.19m2(陽臺)門總面積：2.1X1.0X40=84m284+（1.0X0.9+2.4X1.8）X16=167.52m2內(nèi)墻面積：7.4X42X2.7-167.52=671.64m2外墻重：143.64X2.21+66.51X1.786=436.231KN內(nèi)墻重：671.64X1.82=1222.385KN門窗重：0.4X(34.56+155.19)+0.2X(84+167.52)=126.204KN樓板重：3.65X7.355X24X3.85+3.65X2.15X12X3.85=2843.102KNG1K=0.5X(778.760+867.321+76.904)+3965.6+0.5X(478.553+707.288+73.296)+2007.409+0.5X1214.813=8678.139KNQ1K=0.5X3.5X55.3X23.5=2274.213KNG1=8678.139+2274.213=10952.352KNG2K=0.5X(478.553+707.288+73.296)+3316.952+0.5X(436.231+1222.385+126.204)+1608.749+0.5X(1214.813+726)=7419.052KNQ2K=0.5X3.5X55.3X23.5=2274.213KNG2=7419.052+2274.213=9693.265KNG3K=G4K=G5K=0.5X2X(436.231+1222.385+126.204)+2843.102+1378.784+635.25=6640.25KNQ3K=Q4K=Q5K=0.5X2.0X46.8X23.5=1099.8KNG3=G4=G5=6640.25+1099.8=7740.05KNG6計算：屋面板自重：4.92X(3.65X7.355X24+3.65X2.15X12)=3633.132KN坡屋面自重：1200KNG5K=0.5X(436.231+1222.385+126.204+1378.784+635.25)+3633.132+1200=6732.632KNQ6K=0.35X46.8X20.6X0.5=168.81KNG5=6732.632+168.71=6901.342KNG7計算：屋面板自重：4.92X(3.65X7.355X4+3.65X2.15X4)=682.763KN梁重：213.281KN柱重：185.381KN女兒墻：200KNQ7K=0.35X12.4X10.2X0.5=22.134KNG7=682.763+213.28+185.381+22.134+200=1303.423KN框架側(cè)移剛度計算橫向框架側(cè)移剛度計算（取5軸計算）表2.橫梁線剛度ib計算表類別層次EC(N/mm2))bxh(mmxmm)I0(mm4)L(mm)EcI0/L(N·mm)1.5EcI00/L(N·mm)2EcI0/LL(N·mm)邊橫梁1～63.0X104250X6502.604X100975001.042X100101.563X100102.084X10010走道梁1～63.0X104250X6502.604X100924003.255X100104.883X100106.510X10010表3.柱剛度ic計算表層次Hc（mm）EC(N/mm2))bxh(mmxmm)Ic(mm4)EcIc/Hc(N·mm)142503.0X104600X60010.08X10096.98X101102～633003.0X104500X5005.208X10094.735X10010柱的側(cè)移剛度計算6.511.563第2層C-5柱及與其相連的梁的相對剛度如右圖所示：4.7356.511.563其他柱側(cè)移剛度見下表4、表5：表4.中框架柱側(cè)移剛度D值(中柱)層次I1(1010mm4))I2(1010mm4))I3(1010mm4))I4(1010mm4))Ic(1010mm4))αcD16.511.563006.982.4030.659122952-56.511.5636.511.5634.7351.7050.4601703866.511.5636.511.5634.7351.7050.46017038表5.中框架柱側(cè)移剛度D值(邊柱)層次I1(1010mm4))I2(1010mm4))I3(1010mm4))I4(1010mm4))Ic(1010mm4))αcD101.563006.980.2240.326126282-601.56301.5634.7350.3300.35618574D1=12295X22+12628X16=424858N/mmD3=D4=D5=D6=17038X14+18574X14=498624N/mmD2=17038X16+18574X16=569856N/mmD1/D2=424858/569856=0.75>0.7故框架為規(guī)則框架。五、橫向水平荷載作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算（一）橫向水平地震作用下框架結(jié)構(gòu)的內(nèi)力和側(cè)移計算（1）橫向自震周期計算將G7折算到主體結(jié)構(gòu)的頂層，即：表6.結(jié)構(gòu)頂點的假象側(cè)移計算層次Gi/KNVgi/KN∑Di/(N/mm)△ui/mmui/mm68509.828509.8249862417.07357.3757740.0516249.87749862432.59340.347740.0523989.92249862448.11307.3137740.0531729.97749862463.64259.629693.2741423.24456985672.69195.96110952.35552375.599424858123.27123.27（2）水平地震作用及樓層地震剪力計算Geq=0.85∑Gi=0.85X(10952.352+9693.265+7740.05X3+6901.342+1303.423)=44259.95KNFek=α1Geq0.074X44259.95=3261.18KN1.4Tg=1.4X0.3=0.42s<T1=0.71s考慮頂部附加水平地震作用△F6=0.1268X3261.18=413.52KN具體計算見下表7表7.各質(zhì)點橫向水平地震作用及樓層地震剪力計算表層次Hi/mGi/KNGiHi/KN*mFi/KNVi/KN24.151303.423331477.6770.049139.54139.54621.156901.3422145963.3380.227646.42785.96517.857740.05138159.8890.215612.251398.21414.557740.05112617.7730.175498.341896.55311.257740.0587075.5660.135384.432280.9827.959693.265577061.4660.120341.722622.7014.6510952.355250928.4440.079224.972867.67各質(zhì)點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布見下圖(3)水平地震作用下的位移驗算表8.橫向水平地震作用下的位移驗算層次Vi/KN∑Di(N/mm)△ui/mmui/mmhi/mm6785.964986241.5824.1033001/208951398.214986242.8022.5233001/117941896.554986243.8019.7233001/86832280.984986244.5715.9233001/72222622.75698564.6011.3533001/71712867.674248586.756.7542501/689（4）水平地震作用下框架內(nèi)力計算表9.各層柱端彎矩及剪力計算（邊柱）層次Hi/mVi/KN∑Dij(N/mmm)Di1Vi1y63.3785.964986241857429.280.330.2524.1672.4753.31398.214986241857452.080.330.3560.15111.7143.31896.554986241857470.630.330.4093.23139.8533.32280.984986241857484.970.330.45126.18154.2223.32622.75698561857485.460.330.54152.29129.7314.252867.674248581262865.280.4250.75227.67106.24表10.各層柱端彎矩及剪力計算（中柱）層次Hi/mVi/KN∑Dij(N/mmm)Di1Vi1y63.3785.964986241703825.751.7050.3832.2952.6853.31398.214986241703847.781.7050.4570.9586.7243.31896.554986241703864.811.7050.48102.66111.0433.32280.984986241703877.941.7050.50128.61128.6123.32622.75698561703878.421.7050.50129.39129.3914.252867.674248581229582.992.4030.60231.54154.36表11.梁端彎矩剪力及柱軸力計算層次邊橫梁走道梁柱軸力LL邊柱N中柱N672.4712.647.511.3540.0810.082.433.4-11.35-22.055135.8728.567.521.9290.5490.542.475.45-33.27-75.584200.043.687.532.49138.46138.462.4115.53-65.76-158.623247.4555.507.540.39175.95175.952.4146.63-106.15-264.862255.9161.927.542.38196.29196.292.4163.58-148.53-386.061258.5368.107.543.55215.88215.882.4179.9-192.08-522.41（二）橫向風荷載作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)力和側(cè)移計算（1）地i層樓層外風荷載處集中力計算第i層樓層外風荷載處集中力的計算Fwi=βzμzμswoB(H下/2+H上/2)H=21.45mH1=3.6+0.45=4.05mV=0.80ψz=4.05/21.45=0.19wo=0.65KN/m2woT2=0.65×0.312=0.062KN*S2/m2∈=1.19表12.第i層樓層外風荷載處集中力的計算層次βzμzμswoBH上/2+H下/2Fwi11.290.801.30.657.84.0524.9921.3821.01.30.657.83.330.0631.4741.011.30.657.83.332.3841.5661.121.30.657.83.338.1551.6581.191.30.657.83.342.9161.751.261.30.657.83.323.98（2）風荷載作用下的水平位移驗算表13層次Fi/KNVi/KN∑Dij(N/mmm)△ui/mmui/mm124.99192.47438664.394.391/1468230.06167.48712162.356.741/1404332.38137.42712161.918.671/1709438.15105.04712161.4710.141/2245542.9166.89712160.9411.081/3511623.9823.98712160.3411.421/9706(3)風荷載作用下框架結(jié)構(gòu)內(nèi)力計算表14.各層柱端彎彎矩及剪力計計算（邊柱）層次Hi/mVi/KN∑Dij(N/mmm)Di1Vi1y63.323.9871216185746.250.330.224.5416.0953.366.89712161857417.390.330.3218.3638.4543.3105.04712161857427.310.330.3733.3554.9533.3137.42712161857435.720.330.4755.4062.4723.3167.48712161857443.530.330.5579.0164.6414.25192.47438661262842.330.4250.78212.9660.07表15.各層柱端彎彎矩及剪力計計算（中柱）層次Hi/mVi/KN∑Dij(N/mmm)Di1Vi1y63.323.9871216185745.731.7050.38701911.7253.366.89712161857416.051.7050.4523.8329.1343.3105.04712161857425.211.7050.4537.4445.7633.3137.42712161857432.981.7050.4852.2456.5923.3167.48712161857440.201.7050.5066.3366.3314.25192.47438661262846.192.4030.52154.95143.0表16.梁端彎矩剪剪力及柱軸力力計算層次邊橫梁走道梁柱軸力LL邊柱N中柱N616.092.817.52.528.928.922.47.43-2.52-4.91542.998.727.56.8927.6327.632.423.03-9.41-21.05473.3116.707.512.0052.9452.942.444.12-21.41-53.17395.8222.577.515.7971.5471.542.459.62-37.2-97.02120.0428.467.519.890.2190.212.475.18-57.0-152.381139.0850.247.525.24159.26159.262.4132.72-82.24-259.86六、豎向荷載作用用下框架結(jié)構(gòu)構(gòu)的內(nèi)力計算算（一）計算單元取9軸線橫橫向框架進行行計算，計算算單元寬度為為7.8m，如下圖所所示。直接傳傳給該框架的的樓面荷載如如圖中水平陰陰影部分，計計算單元范圍圍內(nèi)的其余樓樓面荷載則通通過次梁和縱縱梁以集中力力的形式傳給給橫向框架，作作用于各節(jié)點點上，由于縱縱向框架梁的的中線與柱的的中心線不重重合，因此在在該框架上還還作用有集中中力矩。（二）荷載計算（1）恒載計算各層梁上作作用的恒載在上圖中，q1代代表橫梁自重重，均為均布布荷載形式，對于六層：q1=q1‘=3.2281KN//mq1和q1‘分別為房間和走道道傳給橫梁的的梯形荷載和和三角形荷載載，由幾何關(guān)系可得：：q2=4.922X3.9==19.1888KN/mmq2’=4.922X2.4==11.8008KN/mmP1、PP1‘、P2分別為由邊邊縱梁、中縱縱梁直接傳給給柱的恒載、它它包括梁自重重、樓板重和和女兒墻的重重力荷載，計計算如下：集中力矩：M1==P1e1=207..30X0..105=221.77KKN*mMM1’=P1’e1=153..58X0..105=116.12KKN*m對于2-5層：q1包括梁自重和其上上橫墻自重，為為均布荷載。其其他荷載計算算方法同第六六層，結(jié)果為為：q1=3.2881+1.882X2.88=8.3777KN/mmq1‘=3.2881KN/mmq2=3.85X3..9=15..02KN//mq2‘=3.855X2.4==9.24KKN/m集中力矩：M1=P1e1=227..68X0..105=223.91KKN*mM1’=P1’e1=179..59/X00.105==18.866KN*m對于1層：q1=88.377KKN/mq11‘=3.2881KN/mmq2=3.85X3..9=15..02KN//mq2‘=3.855X2.4==9.24KKN/mP11=P1’179.559KNP2=218..01KNM1=M1’=179..59X0..155=1108.655KN*m(2)活載計算活荷載作用用下各層框架架梁上的荷載載分布如下圖圖所示：對于六層：q2=0.5X3.99=1.955KN/mq2’=0.5XX2.4=11.2KN//mP1、PP1‘、P2分別為由邊邊縱梁、中縱縱梁直接傳給給柱的活載，計計算如下：集中力矩：M1==P1e1=14.558X0.1105=1..53KN**mMM1’=P1’e1=9.122X0.1005=0.996KN*mm同理，在屋面雪荷荷載作用下：：q2=0.35X3..9=1.337KN/mmq2’=0.355X2.4==0.84KKN/mP1=10.221KNP11’=6.388KNP2=9.166KNM1=1.077KN*mM11’=0.677KN*m對于2-5層：q2=2X3.9=77.8KN//mq2‘=2X2..4=4.88KN/m集中力矩：M1=P1e1=63.777X0.1105=6..7KN*mmM1’=P1’e1=36.886/X0..105=33.87KNN*m對于1層：q2=7.8KN/mmq2‘=4.8KKN/mP11=P1’=36.886KNP2=52.332KNM1=M1’=36.886X0.1155=222.30KNN*m將以上計算結(jié)果匯匯總，見下表表：表17.橫向框架恒恒載匯總表層次Q1/(KN/m)Q1’/(KN/m)Q2/(KN/m)Q2’/(KN/m)P1/KNP1’/KNP2/KNM1/(KN*m)M1’/(KN*m)63.2813.28119.18811.808207.30153.58172.6521.7716.122-58.3773.28115.029.24227.68179.59218.0423.9118.8618.3773.28115.029.24179.59179.59218.04108.65108.65表18.橫向框架活活載匯總表層次Q2/(KN/m)Q2’/(KN/m)P1/KNP1’/KNP2/KNM1/(KN*m)M1’/(KN*m)61.95(1.37)1.2(0.84)14.58(10.21)9.12(6.38)13.08(9.16)1.53(1.07)0.96(0.67)2-57.84.863.7736.8652.326.73.8717.84.836.8636.8652.3222.322.3（3）內(nèi)力計算梁端、柱端彎矩采采用彎矩二次次分配法計算算，見附表1豎向荷載作用下框框架彎矩圖見見下圖：恒載及活載作用下下梁端剪力及及柱軸力計算算見附表2（三三）橫向框架架內(nèi)力組合本工程結(jié)構(gòu)構(gòu)抗震等級為為三級橫向框架梁梁內(nèi)力組合見見附表3橫向框架柱柱彎矩、軸力力及剪力組合合見附表4七、截面設(shè)計（一）框架梁計算算取四層ABB跨，其他層層梁配筋計算算結(jié)果見表19梁的正截面受彎承承載力計算支座彎矩：MAA=358..12-1225.02XX0.3555=316..86KN··mΓ

REMA=0..75X3116.86==235.115KN·mmMB=262.76--127.229X0.225=2300.93KNN·mΓ

REMB=0..75X2330.93==198.220KN·mm跨間彎矩：V==1.3X886.61--(65.663+0.77X12.880)=388.01KNN支座邊緣彎彎矩Mmax=1774.57--38.011X0.255=165..08KN··mΓ

REMMAX==0.75XX165.008=1233.81KNN·m當梁下下部受拉時、按T形截面設(shè)計，當梁上部受拉時，按矩形截面設(shè)計故取bf’=2500mm梁內(nèi)鋼鋼筋選HRB3335級鋼筋，ξ

b=0.5550α1fcbf’hf’(h0-hf’/2)==1.0×114.3×22500×((665-1100/2))=21800.75KKN·m>1223.81KN·m∴屬第一類T形截面面<ξb=0.550Asmin=0..002bhh=0.0002×2500×700==350mmm2Asmin=(00.55ftt/fy)bbh=0.555×1.443×3500×700//300=3375mm22選用118+220AAs=8822mm2將下部跨間截面2220鋼筋深入支支座，作為支支座負彎矩作作用下的受壓壓鋼筋<2αs’=2XX35=700∴選用122+2220AAs=10008mm2支座BL上部選用122+2200As==1008mmm2AS’/AS=1>0..3滿足要求（2）梁斜截面受剪承承載力計算Γ

REV=1488.71KNN<0.255βcfcbh0=0.255X1.0XX14.3XX250X6665=5994KN故截面尺寸寸滿足要求。梁端加密區(qū)箍筋取取雙支箍HPB2335級鋼筋0.7ftbh00=0.7XX1.43XX250X6665=1666KN>ΓΓ

REV=1148.711KN故僅按構(gòu)造造配置箍筋加密區(qū)選用用8＠100，非加密區(qū)區(qū)選用8＠200。表19.框架梁縱向向鋼筋計算表表層次截面M/KV*mξ

As’/mmAs/mm實配鋼筋A(yù)s‘/Asρ/%6支座A-120.44<0628869218+12220.710.55BL-102.06<0628852218+12220.710.55AB跨94.110.0073840220+11880.54支座BR82.0<0628815218+12220.710.55BC跨-81.900.0071802220+11880.544支座A-235.15<0628985220+12220.580.62BL-198.20<0628935220+12220.580.62AB跨123.810.007845220+11880.54支座BR-172.74<0628924220+12220.580.62BC跨-141.670.0078865220+11880.541支座A-284.74<062810573220.550.70BL-264.71<06289833220.550.70AB跨110.420.006815220+11880.54支座BR-238.99<06289753220.550.70BC跨-169.490.012843220+11880.54表20.框架梁箍筋筋數(shù)量計算表表層次截面Γ

REV（KN）0.25βcfccbh0ASV/S加密區(qū)實配鋼筋非加密區(qū)實配鋼筋筋6A,BL113.38594>Γ

REEV構(gòu)造配筋雙肢8＠1000雙肢8＠2000BR51.00594>Γ

REEV構(gòu)造配筋雙肢8＠1000雙肢8＠20004A,BL148.71594>Γ

REEV構(gòu)造配筋雙肢8＠1000雙肢8＠2000BR139.54594>Γ

REEV構(gòu)造配筋雙肢8＠1000雙肢8＠20001A,BL169.38594>Γ

REEV<0雙肢8＠1000雙肢8＠2000BR213.42594>Γ

REEV<0雙肢8＠1000雙肢8＠2000（二）框架柱(1)剪跨比比和軸壓比驗驗算表21.柱的剪跨比比和軸壓比驗驗算柱號層次b/mmh0/mmFc(N/mm2)Mc/KN*mVc/KNN/KNMc/VCh0N/fchA柱650046014.3149.3367.50414.504.81>20.13<0.8450046014.3225.33110.891455.934.42>20.44<0.8160046014.3357.3381.042963.947.87>20.41<0.8B柱650056014.3105.2451.25390.494.46>20.12<0.8450046014.3178.7797.501420.113.99>20.43<0.8160056014.3316.00110.03134.965.13>20.65<0.8(2)柱正截面承承載力計算第四層B柱B節(jié)點左右梁彎矩：：-1142.800+131..7X0.225=-1009.88KN·m1172.744-121..93X0..25=1442.26KN·mB節(jié)點上下柱彎矩：：94.889-70..34X0..1=87..86KNN·m-1134.0++88.711X(0.665-0.11)=80..77KNN·m∑MB柱=87.86+880.77==168.663KN··m∑MB梁=109.88++142.226=2522.14KKN·m∑MB柱/∑MB梁=168.63//252.114=0.6671.2∑MB梁==302.557KN··mΔMB=3022.57-1168.633=133..94KNN·m在節(jié)點處將其按彈彈性彎矩分配配給上下柱梁梁端、即：ea取220mm和偏心方向向截面尺寸的的1/30較大者，即500/33=16.77mm，故取20mm柱計算長長度：因為故考慮慮偏心矩增大大系數(shù)η∴ζ1=1.0lo/h==8.2<115∴ζ2=1.0η=e=ηei+h/2-as==對稱配筋：為大偏心受壓取AS=AS’=ASmmin=0..002bhh=0.0002X5000X500==500mmm2再按Nmax及相應(yīng)的MM一組計算，N=14220.11KKN，節(jié)點上下下柱彎矩：41.166+24.882X0.11=38.668KN··m331.8-224.64XX0.55==17.077KN·mm因為故考慮偏心矩矩增大系數(shù)ηη∴ζ1=1.0lo/h==8.25<<15∴ζ2=1.0η=ηei=<0.3hho=0.3XX460=1138mm故為小偏心受壓e=ηei++h/2-aas=故按構(gòu)造配筋且滿滿足，單側(cè)配配筋率故AS=AS’=ASmmin=0..002bhh=0.0002X5000X500==500mmm2選218+2166（AS=AS’=9111mm2）總配筋率（3）柱斜截面受剪承承載力計算四層BB柱計算上柱柱柱端彎矩設(shè)計計值：MCt=126..47KNN·m柱底彎彎矩設(shè)計值：：MCb=134..93KNN·m(滿足要求)故該層應(yīng)按構(gòu)造配配置箍筋，加加密區(qū)4肢8＠100，非加密區(qū)4肢8＠100。（4）柱正截面承載力力計算第四層A柱A節(jié)點右梁彎矩：268.559-1066.27X00.25=2242.022KN·mmA節(jié)點上下柱彎矩：：110..32-877.95X00.1=1001.53KN·m-1144.166+110..89X(00.65-00.1)=883.17KN·m∑MA柱=101.53++83.177=184..7KN··m∑MA梁=242.02KN·m∑MA柱/∑MA梁=184.7/2242.022=0.7661.2∑MA梁==290.442KN··mΔMA=2900.42-1174.7==105.772KN··m在節(jié)點處將其按彈彈性彎矩分配配給上下柱梁梁端、即：ea取220mm和偏心方向向截面尺寸的的1/30較大者，即500/33=16.77mm，故取20mm柱計算長長度：因為故考慮慮偏心矩增大大系數(shù)η∴ζ1=1.0lo/h==13.5<<15∴ζ2=1.0η=e=ηei+h/2-as==對稱配筋：為大偏心受壓取AS=AS’=ASmmin=0..002bhh=0.0002X5000X500==500mmm2再按Nmax及相應(yīng)的MM一組計算，N=14555.93KKN，節(jié)點上下下柱彎矩：52.44+31.776X0.11=49.222KN··m552.4-333.66XX0.55==33.899KN·mm因為故考慮偏心矩矩增大系數(shù)ηη∴ζ1=1.0lo/h==8.25<<15∴ζ2=1.0η=ηei=<0.3hho=0.3XX460=1138mm故為小偏心受壓e=ηei++h/2-aas=故按構(gòu)造配筋且滿滿足，單側(cè)配配筋率故AS=AS’=ASmmin=0..002bhh=0.0002X5000X500==500mmm2選218+2166（AS=AS’=9111mm2）總配筋率（5）柱斜截面受剪承承載力計算四層AA柱計算上柱柱柱端彎矩設(shè)計計值：MCt=144..16KNN·m柱底彎彎矩設(shè)計值：：MCb=145..73KNN·m(滿足要求)故該層應(yīng)按構(gòu)造配配置箍筋，加加密區(qū)4肢8＠100，非加密區(qū)4肢8＠100。八、罕遇地震作用用下彈塑性變變形驗算（一）罕遇地震作作用下的樓層層剪力取9軸線的框架進行計計算、罕遇地地震影響系數(shù)數(shù)最大值αmax=0..5，多遇地震震作用下αmax=0..08，因此0.8/00.08=66.25，罕遇地震震作用下的樓樓層剪力見下下表22。表22.罕遇地震作作用下的樓層層剪力層次多遇地震作用下的的樓層剪力/KN罕遇地震作用下的的樓層剪力/KNDi/∑DiVi6785.964912.2571224/5669856==0.1255614.0351398.218738.8171224/5669856==0.12551092.3541896.5511853.44471224/5669856==0.12551481.6832280.9814256.16671224/5669856==0.12551782.0222622.7016391.88871224/5669856==0.12552048.9912867.6717922.94449846/4224858==0.11772096.98（二）樓層受剪承承載力計算（1）構(gòu)件實際正截面面承載力第一層：AB跨：：左端：同理的右端：A柱：B柱：BC跨：左端：第二至五層：ABB跨：左端：：同理的右端：BC跨：左端端：第六層：AB跨：：左端：同理的右端：BC跨：左端端：第二層：A柱：B柱：同理：第三層A柱柱A柱第四四層A柱A柱第五五層A柱A柱第六層A柱A柱（2）第i層柱的相對彈性線線剛度ki2-6層層相對線剛度度為1則1層（3）樓層受剪承載力力計算表23.樓層受剪承承載力計算表表樓層123456邊柱A/D188.85177.10164.05145.08124.57100.78196.43185.09171.74150.19121.4894.32中柱B/C191.65164.25149.77133.17111.0190.02199.74171.32154.91139.09104.5492.63VY(i)776.67697.76640.47567.53461.51377.75(4)薄弱層彈塑塑性層間變形形驗算表24.樓層屈服強強度系數(shù)樓層1234560.3700.3410.3590.3830.4220.615表25.彈塑性層間間位移驗算樓層Vei/KNDi/(N/mm)Δuei/mmηpΔupi/mmΔupi/hi51092.357022415.341.6124.701/13441481.687122420.801.3828.701/115九、樓梯設(shè)計（一）設(shè)計資料板式樓梯梯結(jié)構(gòu)布置如如圖所示，踏踏步面層為20厚水泥砂漿漿抹灰壓光，底底面為20厚混合砂漿漿抹灰，欄桿桿重0.1KNN/m,樓面活荷載載標準值qk=2.0KKN/㎡,混凝土強度C30（fc=144.3N/mmm2,ft144.3N/mmm2)，鋼筋梁中中采用HRB3335(fy==fy’=300N/mm22)其余采用HPB2235(fyy=fy’=210N/mm22)（二）梯段板計算算估算板厚h=lo/30==3200//30=1006.6mmm取h=1300mm（1）荷載計算恒載梯段板自重重踏踏步抹灰重（0.3++0.15）×0.022×1/0..3×20==0.6KNN/m板板底抹灰得0.3882KN/mm欄桿重0.0633KN/m恒載標準值ggk=6.5555KN//m恒載設(shè)計值gg=1.2ggk=7.8666KN//m活荷載標準值qkk=2.0KN/mqq=1.4××2.0=22.8KNN/m合計g+qq=10.6666KNN/m（2）內(nèi)力的計算水平投影計算跨度度為：lo=lnn+b=3..0+0.22=3.2mm跨中最大彎矩：MM=（3）截面計算：ho=h-ass=130--20=1110mm選用φ10＠150(AS=5523mm22)（三）平臺板計算算取1m寬板帶作為計算單單元h=lo//35=22280/355=65.11mm取h=70mmm（1）荷載計算恒載板自重0.077×25=11.75KNN/m板面抹灰重0.02××20=0..40KNN/m板底抹灰重0.02××17=0..34KNN/m標準值gk=2.499KN/mm設(shè)計值g=11.2gk=2.9888KN//m活荷載設(shè)計值q==1.2qkk=1.4××2.0=22.8KNN/m合計g+qq=5.7888KN//m（2）內(nèi)力計算：計算跨度跨中最大彎矩為：：(3)截面設(shè)計：：選用φ8＠130(AS=3387mm22)（四）平臺梁設(shè)計計：計算跨度取初估截面尺寸：取荷載計算：梯段板傳來110.6666×3.0//2=16..0KN/mm平臺板傳來5.7788×(11.88/22+0.2))=6.600KN/mm平臺梁自重1.22×0.2××(0.4--0.07))×25=11.98KKN/m平臺梁側(cè)抹抹灰1.2××2×(0..4-0.007)×0..02×177=0.277KN/mm合計:g+q=224.85KN/m內(nèi)力計算：跨中最大彎矩：截面設(shè)計：（A）受彎承載力計算算按倒L形截面計算算，受壓翼緣緣計算寬度取取下列中較小小值：按計算跨度考慮按梁凈跨考慮∴取，∴屬于第一類T形截截面選用316（）（B）受剪承載力計算::0.25βcffcbho=0.25××1.0×114.3×2200×3665=2611KN>V==45.977KN∴截面尺寸滿足要求求僅需按構(gòu)造配置箍箍筋，選用雙雙肢φ8＠200十、基礎(chǔ)設(shè)計地基承載力力特征值,土重度,混凝土強度度等級C20。A柱基礎(chǔ)設(shè)計：采用用獨立擴展基基礎(chǔ)1、荷載：估算基礎(chǔ)礎(chǔ)地面尺寸A=Lxbb=3.6XX3.6=112.96(W==3.63/6=7..776m33)取基礎(chǔ)高度h=11.4m,基礎(chǔ)埋深1.7m。2、地基承載力驗算算3、基礎(chǔ)抗沖切驗算算僅需驗驗算變截面處處基礎(chǔ)啊啊地面凈土反反力為：沖切荷載計算值：：沖切承載力：4、基礎(chǔ)配筋計算相應(yīng)配筋：：又選用雙向配筋18812＠200（AS=20366mm2）BC柱基礎(chǔ)設(shè)計：采用用聯(lián)合基礎(chǔ)1、荷載：估算基礎(chǔ)礎(chǔ)地面尺寸A=Lxbb=6.4XX4.0=225.6取基礎(chǔ)高度h=11.4m,基礎(chǔ)埋深1.7m。2、地基承載力驗算算3、受沖切承載力驗驗算取C柱進行驗算滿足要求4、受剪承載力驗算算滿足要要求5、配筋計算（1）縱向向配筋柱間負負彎矩：所需鋼筋面面積：最大正彎矩：所需鋼筋面面積：基礎(chǔ)頂面配1016＠150（AS=21000mm2）其中1/3（4根）通長布布置；基礎(chǔ)底底面配2716＠150（AS=54299.7mm22）通長布置置。（2）取1米寬度進行計算最大彎矩：所需鋼筋面積：每1米選取取516＠200（AS=10055.5mm22）十一、樓板設(shè)計（一）設(shè)計資料：：雙向板肋梁樓蓋的的結(jié)構(gòu)布置如如圖所示，板板厚選用100厚，瓷磚地地面（包括水水泥粗砂打底底），(0.555KN/㎡),20厚混合砂漿漿抹面刮大白白，樓面活荷荷載標準值qk=2.0KKN/㎡,混凝土強度度為C30(ffc=14.33N/mm22),鋼筋為HRB2335級（二）樓面荷載瓷磚地面（包括水水泥粗砂打底底）0.55KKN/m220厚1：3水泥砂漿找平層20X0..02=0..40KNN/m2100厚鋼筋混凝凝土樓板25X0..10=2..50KNN/m220厚混合砂漿抹面刮刮大白20XX0.02==0.40KN/m22合計3.855KN/mm2（三）配筋計算1、基本資料：1、房間編號：12、邊界條件件（左端/下端/右端/上端）：鉸鉸支/固定/固定/固定/3、荷載：永久荷載標準值值：g＝3.885kN//M2可變荷載標準值值：q＝2.000kN//M2計算跨度Lx=40005mmm；計算跨跨度Ly=76605mmm板厚H=100mm；砼強強度等級：CC30；鋼筋筋強度等級：：HPB23354、計算方法法：彈性算法法。5、泊松比：：μ＝1/5.6、考慮活荷荷載不利組合合。2、計算結(jié)果：Mx=(0..056199+0.011197/55)*(1..20*3.8+11.40*1.0))*4.002=5.666kN·M考慮活載不利布置置跨中X向應(yīng)增加的的彎矩：Mxa=(0..092611+0.011932/55)*(1..4*1.00)*4..02=2.117kN·MMx=5..66+2..17=7..82kN··MAsx=4487.411mm2，實配φ8@1000(Ass＝503.mmm2)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.5033%My=(0..011977+0.055619/55)*(1..20*3..8+1.440*1.00)*4.002=2.244kN·M考慮活載不利布置置跨中Y向應(yīng)增加的的彎矩：Mya=(0..019322+0.099261/55)*(1..4*1.00)*4.002=0.885kN·MMy=2..24+00.85==3.09kkN·MAsy=3307.055mm2，實配φ8@1500(As＝335.mmm2)ρmin＝0.3307%，ρ＝0.3355%Mx'=0.111165**(1.200*3.8++1.40**2.0)**4.02=13..29kN··MAsx'==858.448mm2，實配φ12@1330(Ass＝870.mmm2,可能與鄰跨跨有關(guān)系)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.8700%My'=0..078188*(1.220*3.88+1.400*2.0))*4.022=9.330kN·MAsy'==681.558mm2，實配φ10@1330(Ass＝604.mmm2,可能與鄰跨跨有關(guān)系)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.6044%3、跨中撓度驗算：：Mk按荷載載效應(yīng)的標準準組合計算的的彎矩值Mq按荷載載效應(yīng)的準永永久組合計算算的彎矩值(1)、撓度和裂縫縫驗算參數(shù)：：Mk=(0.001197++0.056619/5))*(1.00*3.8++1.0*22.0)*4.02=2.118kN·MMq=(0..011977+0.055619/55)*(1..0*3.88+0.5**2.0)**4.022=1.881kN·MEs＝2110000..N/mm22Ec＝297911.N/mmm2Ftk＝22.01N//mm2FFy＝210.NN/mm2(2)、在荷載效應(yīng)應(yīng)的標準組合合作用下，受受彎構(gòu)件的短短期剛度BBs：①、裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-0.655*ftk//(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0.877*hoo*Ass)σsk＝2.18//(0.877*81.00*335..)=92..21N/mmm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=500000.mm2ρte＝As/Ateρte＝335.//500000.=0..006700ψ＝1.1-0.655*2.011/(0.000670**92.211)=-11.010當ψ＜0.2時，取ψψ＝0.2②、鋼筋彈性模量與與混凝土模量量的比值αE：αE＝Es/Ec＝＝2100000.0/229791..5=7..049③、受壓翼緣面積與與腹板有效面面積的比值γf'：矩形截面，γf''＝0④、縱向受拉鋼筋配配筋率ρ＝As/b/hho＝335.//1000//81..=0.000414⑤、鋼筋混凝土受彎彎構(gòu)件的BBs按公式式計算:Bs=Es*Ass*ho2/[1.115ψ+0.2++6*αE*ρ/(1+3.5γf')]Bs＝2100000.*3335.*81.^2/[11.15*00.200++0.2+66*7.0449*0.000414//(1+3..5*0.000)]=7763.199kN·M(3)、考慮荷載長長期效應(yīng)組合合對撓度影響響增大影響系系數(shù)θ：當ρ'＝＝0時，θ＝2.0(4)、受彎構(gòu)件的的長期剛度B，可按下下列公式計算算：B＝Mk//[Mq*(θ-1)+Mk]]*BssB＝2.188/[1.881*(2--1)+2..18]*7763.199=4177.257kkN·M(5)、撓度f＝κ*Qkk*L44/Bf＝0.000449**5.8**4.0^^4/4117.2577=16..179mmmf/L＝16.1779/40005.=11/248..，滿足規(guī)范范要求！4、裂縫寬度驗算：：①、X方向板帶跨中裂縫縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-0.655*fttk/((ρte*σsk)σsk＝Mk//(0.887*hho*AAs)σsk＝5.500*10^66/(0.887*881.*5503.)==155.118N/mmm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=500000.mm2ρte＝As//Ateρte＝503../500000.0=0.0110ψ＝1.1-0.655*2.001/(0..01*1555.18))=0.2664ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.2664*1555.2/2110000..*(1.99*20.++0.08**11.433/0.011005)=00.053，滿滿足規(guī)范要求求?、?、Y方向板帶跨中裂縫縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝2.118*10^^6/(0..87*73.*335.))=102..31N/mmm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=550000..mm2ρte＝As//Ateρρte＝335.//500000.=0..007當ρte＜0.011時，取ρte＝0.011ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.001*1002.31))=-0.1174當ψ＜0.2時，取ψψ＝0.2ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.2000*1022.3/2110000..*(1.99*20.++0.08**11.433/0.011000)=00.026，滿滿足規(guī)范要求求?、?、下端支座跨中裂裂縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk//(0.887*hho*AAs)σsk＝8.655*10^66/(0.887*80..*6044.)=2205.700N/mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=500000.mm2ρte＝As/Ateeρte＝6044./500000.==0.0122ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.001*2005.70))=0.5775ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.5775*2055.7/2110000..*(1.99*20.++0.08**14.299/0.011208)=00.157，滿滿足規(guī)范要求求?、?、右端支座跨中裂裂縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝10..48*100^6/(00.87*79.**870..)=1755.22N//mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=500000.mm2ρte＝As/Ateeρte＝8700./500000.==0.0177ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.002*1775.22))=0.6772ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.6772*1755.2/2110000..*(1.99*20.++0.08**17.144/0.011740)=00.138，滿滿足規(guī)范要求求?、?、上端支座跨中裂裂縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝7.334*10^^6/(0..87*80.*604.))=1774.46NN/mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1100.=500000.mm2ρte＝As/Ateρte＝604.//500000.=0..012ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.001*1774.46))=0.4881ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.4881*1744.5/2110000..*(1.99*20.++0.08**14.299/0.011208)=00.111，滿滿足規(guī)范要求求！1、基本資料：1、房間編號：332、邊界條件件（左端/下端/右端/上端）：鉸鉸支/固定/鉸支/鉸支/3、荷載：永久荷載標準值值：g＝3.85kN/M22可變荷載標準值值：q＝2.00kN/M22計算跨度Lx=39000mm；；計算跨度Ly=77605mmm板厚H=1120mmm；砼強度等等級：C300；鋼筋強度度等級：HPPB2354、計算方法法：彈性算法法。5、泊松比：：μ＝1/5.6、考慮活荷荷載不利組合合。2、計算結(jié)果：Mx=(0..086411+0.022551/55)*(1..20*3..8+1.440*1.00)*3..92=8.338kN·M考慮活載不利布置置跨中X向應(yīng)增加的的彎矩：Mxa=(0..094633+0.011832/55)*(1..4*1.00)*3.992=2.099kN·MMx=8..38+2.09=10.447kN·MAsx=5518.355mm2，實配φ10@1550(Ass＝524.mmm2)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.4366%My=(0..025511+0.088641/55)*(1..20*3..8+1.440*1.00)*3..92=3.922kN·M考慮活載不利布置置跨中Y向應(yīng)增加的的彎矩：Mya=(0..018322+0.099463/55)*(1..4*1.00)*3..92=0.799kN·MMy=3..92+00.79==4.71kkN·MAsy=3368.466mm2，實配φ8@1330(Ass＝387.mmm2)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.3222%My'=0..120899*(1.220*3.88+1.400*2.0))*3.992=13.664kN·MAsy'==770.119mm2，實配φ10@1000(Ass＝785.mmm2,可能能與鄰跨有關(guān)關(guān)系)ρmin＝0.3007%，ρ＝0.6544%3、跨中撓度驗算：：Mk按荷載載效應(yīng)的標準準組合計算的的彎矩值Mq按荷載載效應(yīng)的準永永久組合計算算的彎矩值(1)、撓度和裂縫縫驗算參數(shù)：：Mk=(0.002551++0.086641/5))*(1.00*3.8++1.0*2.0)**3.922=3.881kN·MMq=(0..025511+0.088641/55)*(1..0*3.88+0.5**2.0)**3.922=3.116kN·MEs＝22100000.N/mmm2Ec＝297911.N/mmm2Ftk＝＝2.01NN/mm2Fy＝＝210.NN/mm2(2)、在荷載效應(yīng)應(yīng)的標準組合合作用下，受受彎構(gòu)件的短短期剛度BBs：①、裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝3.811/(0.887*1001.*3387.)=1122.05N//mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1120.=600000.mm2ρte＝As/Ateeρte＝3877./600000.==0.006644ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.000644*112.005)=-0.7006當ψ＜0.2時，取ψψ＝0.2②、鋼筋彈性模量與與混凝土模量量的比值αE：αE＝Es/Ec＝2100000.0/297911.5=7..049③、受壓翼緣面積與與腹板有效面面積的比值γf'：矩形截面，γf''＝0④、縱向受拉鋼筋配配筋率ρ＝As/b/hho＝387.//1000//101..=0.000383⑤、鋼筋混凝土受彎彎構(gòu)件的BBs按公式式計算:Bs=Es*Ass*ho^22/[1.115ψ+0.2++6*αE*ρ/(1+3.5γf')]Bs＝2100000.*387.**10122/[1.115*0.2200+0..2+6*77.049**0.003383/(11+3.5**0.00))]=13399.366kN·M(3)、考慮荷載長長期效應(yīng)組合合對撓度影響響增大影響系系數(shù)θ：當ρ'＝0時，θθ＝2.0(4)、受彎構(gòu)件的的長期剛度B，可按下下列公式計算算：B＝Mkk/[MMq*((θ-1))+Mkk]*BBsB＝3.881/[33.16*((2-1)++3.811]*13399.366=7665.0722kN·M(5)、撓度f＝κ*Qkk*L44/Bf＝0.000911**5.8**3.9^^4/7665.0722=16..116mmmf/L＝16.1116/39900.=1/2442.，滿足足規(guī)范要求??！4、裂縫寬度驗算：：①、X方向板帶跨中裂縫縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝8.114*10^^6/(0..87*1100.*524.))=1778.74NN/mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1120.=600000.mm2ρte＝As/Ateeρte＝5244./600000.==0.0099當ρte＜0.011時，取ρte＝0.011ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.001*1778.74))=0.3770ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax＝2.11*0.3770*1788.7/2110000..*(1.99*20.++0.08**14.299/0.011000)=00.101，滿滿足規(guī)范要求求?、?、Y方向板帶跨中裂縫縫：裂縫間縱向受拉拉鋼筋應(yīng)變不不均勻系數(shù)ψ，按下列公公式計算：ψ＝1.1-00.65**ftk/(ρte*σsk)σsk＝Mk/(0..87*ho*As)σsk＝33.81*1106/(0.887*991.*3387.)=1244.37N//mm矩形截面，Atee＝0.5*bb*h＝0.5*11000*1120.=600000.mm2ρte＝As/Ateeρte＝3877.0/600000.0=0.0006當ρte＜0.011時，取ρte＝0.011ψ＝1.1-00.65*2.01//(0.001*1224.37))=00.052當ψ＜0.2時，取ψψ＝0.2ωmax＝αcrr*ψ*σsk/Ess*(1.99c+0.008*Deqq/ρte)ωmax