6层8度半算例设计

多层多跨(6层2跨) 预应力框架工程概况:框架底层层高6.0m，2-4层层高4.8m，总高20.4m，框架跨度18m。查表得（H=30m<=30m）,7度区(0.1g)按二级抗震等级设计，8度区(0.2g)按一级抗震等级设计,设计地震分组为第一组，场地土为二类场地。 柱混凝土强度等级C30，中柱截面尺寸为b×h=800mm×800mm，边柱截面尺寸为b×h=750mm×750mm。梁混凝土强度等级C40，横向预应力框架梁截面尺寸为b×h=400mm×1200mm，纵向框架梁截面尺寸为b×h=300mm×600mm，框架次梁截面尺寸为b×h=200mm×400mm。现浇楼板混凝土强度等级C25，底层及顶层板厚120㎜其他楼层板厚100㎜。楼面活荷载为4.5kN /㎡(活荷载3.5 kN /㎡，附加荷载1.0 kN /㎡)，屋面活荷载为2.0 kN /㎡(楼面梁线荷载：恒载44.11kN/m、活载26.45kN/m；屋面梁线荷载：恒载59.25kN/m、活载11.77kN/m)。框架预应力梁预应力筋采用15.24高强低松弛钢绞线，抗拉强度值=1860 ，张拉控制应力 。线形采用二次抛物线，预应力钢筋按三级抗裂控制等级设计，裂缝控制宽度0.2㎜。 计算书: 一、主要结构的性能指标 混凝土：梁 C40,fc=19.1 N/mm2,Ec=3.25×104N/mm2 柱 C30,fc=14.3 N/mm2,Ec=3.00×104N/mm2 板 C25,fc=11.9 N/mm2,Ec=2.80×104 N/mm2 钢筋：柱、梁纵向受力钢筋为HRB400钢（），fy=360N/mm2 柱、梁箍筋及板受力钢筋为为HPB225（），fy=210N/mm2 二、主框架结构尺寸的确定 为简化计算,取中间轴线框架进行设计，不考虑板的连续性，荷载按简支传递。 1、 梁的尺寸确定 楼面及屋面横向预应力框架梁 hb=(1/18—1/15)L=(1/18—1/15)×18000=(1000—1200)mm，取hb=1200mm bb=(1/6—1/3)L=(1/6—1/3)×1200=(200—400)mm，取bb =400mm 楼面及屋面纵向框架主梁 hb=(1/12—1/8)L=(1/12—1/8)×6000=(500—750)mm，取hb=600mm bb=(1/4—1/2)L=(1/4—1/2)×600=(150—300)mm，取bb =300mm 楼面及屋面框架次梁 hb=(1/18—1/12)L=(1/18—1/12)×6000=(333—500)mm，取hb=400mm bb=(1/3—1/2)L=(1/3—1/2)×400=(133—200)mm，取bb =200mm 2、 柱尺寸的估算 《混凝土结构设计》（GB50010—2002）框架结构抗震等级一级框架柱轴压比限值0.7、抗震等级二级框架柱轴压比限值0.8。 （1）中柱：取最大受荷面积为准，尺寸均一致 N=γG·α·s·w·Ns =1.2×1.1×（6×18）×12×6=6842.88KN n=N/(A×fc) =6842.88/(A×14.3)≤0.8，求得A1/2≥773.40，取800×800的柱。 （2）边柱：同理可得，边柱取为650mm×650mm 三:荷载计算 《混凝土结构设计规范》（GB50010—2002）规定：当长边与短边长度之比小于或等于2.0时，应按双向板计算。因此本章荷载计算按双向板导荷。 三角形分配荷载系数: 5/8 梯形分配荷载系数: 1－2·a 2+a 3 ，a指双向板短边与2倍长边的比值 1.恒荷载计算 (1)屋面框架梁恒载线荷载标准值 120厚钢筋混凝土现浇板 0.12×25= 3.0 KN/m2 40㎜厚刚性防水层 0.04×25= 1.0 KN/m2 20厚1:3的水泥砂浆找平层 0.02×20= 0.4 KN/m2 膨胀珍珠岩找坡层（2％）兼作保温层 （最薄处100mm，最厚处280 mm，平均190mm） 0.19×7= 1.33 KN/m2 麻刀灰板条顶棚 0.45 KN/m2 设备管道 1.0 KN/m2 ――――――――――――――――――――――――――――――――――――――― 屋面恒荷载: 7.18 KN/m2 ①预应力框架梁: 自重 0.4×1.2×25=12 KN/m 梁侧粉刷 2×(1.2-0.12)×0.02×17=0.73 KN/m 梁自重计:12.73 KN/m ②预应力框架梁传来屋面自重：三角形荷载 7.18×3/2×2=21.54 KN/m 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载:ql2/12=292.81 KN/m2 求得q=10.845 KN/m 同时框架柱边附加等效轴向力96.93－10.845×18×0.5=－0.675 KN，中柱附加－0.675×2=－1.35KN ③预应力框架梁传来框架次梁集中力: 次梁传来屋面自重：2×[0.5×(3+6)×3/2×7.18]=96.93 KN 框架次梁： 自重0.2×0.4×25=2 KN/m 梁侧粉刷 2×（0.4-0.12）×0.02×17=0.1904 KN/m 预应力框架梁传来框架次梁集中力: 96.93+(2+0.1904)×6=110.07 KN 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载: q=105P/L2 105×110.07÷182=35.672 KN/m 同时框架边柱附加等效轴向力110.07×5×0.5－35.672×18×0.5=－45.873KN，中柱附加－45.873×2=－91.946 KN 小计: 预应力框架梁上恒荷载线荷载标准值为 59.247KN/m (2)楼面框架梁线恒载荷载标准值 100厚钢筋混凝土现浇板 0.10×25= 2.5 KN/m2 水磨石地面 0.65 KN/m2 麻刀灰板条顶棚 0.45 KN/m2 设备管道 1.0 KN/m2 ――――――――――――――――――――――――――――――――――――――― 楼面恒荷载 4.6KN/m2 ①预应力框架梁: 自重 0.4×1.2×25=12 KN/m 梁侧粉刷 2×(1.2-0.1)×0.02×17=0.748 KN/m 梁自重计:12.748 KN/m ②预应力框架梁传来楼面自重：三角形荷载 4.6×3/2×2=13.8 KN/m 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载:ql2/12=187.6 KN/m2 求得q=6.948 KN/m 同时框架柱边附加等效轴向力62.1－6.948×18×0.5=－0.432 KN，中柱附加－0.432×2=－0.864 KN ③预应力框架梁传来框架次梁集中力: 次梁传来屋面自重：2×[0.5×(3+6)×3/2×4.6]=62.1 KN 框架次梁： 自重0.2×0.4×25=2 KN/m 梁侧粉刷 2×（0.4-0.1）×0.02×17=0.204 KN/m 预应力框架梁传来框架次梁集中力: 62.1+(2+0.204)×6=75.324 KN 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载: q=105P/L2 105×75.324÷182=24.41 KN/m 同时框架边柱附加等效轴向力75.324×5×0.5－24.41×18×0.5=－31.38KN，中柱附加－31.38×2=－62.76 KN 小计: 预应力框架梁上恒荷载线荷载标准值为 44.106KN/m (3)屋面框架节点集中荷载标准值 边柱节点集中荷载: ①纵向框架梁传来屋面自重: 0.5×(3+6)×3/2×7.18=48.465 KN ②纵向框架梁自重: 自重 0.3×0.6×25=4.5 KN/m 梁侧粉刷 2×(0.6-0.12)×0.02×17=0.3267 KN/m 梁自重计:4.8267KN/m ③ 纵向框架梁传来1米高女儿墙自重: 1×0.24×19=4.56 KN/m 预应力框架梁传来纵向框架梁集中力: 48.465+(4.8267+4.56)×6=104.79 KN 中柱节点集中荷载: ①纵向框架梁传来屋面自重: 2×0.5×(3+6)×3/2×7.18=96.93 KN ②纵向框架梁自重: 自重 0.3×0.6×25=4.5 KN/m 梁侧粉刷 2×(0.6-0.12)×0.02×17=0.3267 KN/m 梁自重计:12.3267KN/m 预应力框架传来横向框架梁集中力: 96.93+4.8267×6=125.89 KN (4)楼面框架节点集中荷载标准值 边柱节点集中荷载: ①纵向框架梁传来屋面自重: 0.5×(3+6)×3/2×4.6=31.05 KN ②纵向框架梁自重: 自重 0.3×0.6×25=4.5 KN/m 梁侧粉刷 2×(0.6-0.1)×0.02×17=0.34 KN/m 梁自重计:4.84KN/m ③横向框架梁传来外墙自重: 10×(4.8－0.6)×0.24×0.5 =5.04 KN/m 预应力框架传来横向框架梁集中力: 31.05+(4.84+5.04)×6=90.33KN 中柱节点集中荷载: ①纵向框架梁传来屋面自重: 2×0.5×(3+6)×3/2×4.6=62.1 KN ②纵向框架梁自重: 自重 0.3×0.6×25=4.5 KN/m 梁侧粉刷 2×(0.6-0.1)×0.02×17=0.34 KN/m 梁自重计:4.84KN/m 预应力框架传来横向框架梁集中力: 62.1+4.84×6=91.14KN 2.活载计算 (1)屋面框架梁活载线荷载标准值 ①预应力框架梁传来屋面活载：三角形荷载 2.0×3/2×2=6 KN/m 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载:ql2/12=81.564 KN/m2 求得q=3.02 KN/m 同时框架柱边附加等效轴向力27－3.02×18×0.5=－0.18KN，中柱附加－0.18×2=－0.36KN ②预应力框架梁传来框架次梁集中力: 次梁传来屋面活载：2×[0.5×(3+6)×3/2×2.0]=27 KN 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载: q=105P/L2 105×27÷182=8.75KN/m 同时框架边柱附加等效轴向力27×5×0.5－8.75×18×0.5=－11.25KN，中柱附加－11.25×2=－22.5 KN 小计:屋面框架梁活载线荷载标准值 11.77 KN/m (2)楼面框架梁线活载线荷载标准值 ①预应力框架梁传来楼面活载：三角形荷载 4.5×3/2×2=13.5 KN/m 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载:ql2/12=183.52 KN/m2 求得q=6.797 KN/m 同时框架柱边附加等效轴向力60.75－6.797×18×0.5=－0.423KN，中柱附加－0.423×2=－0.846 KN ②预应力框架梁传来框架次梁集中力: 次梁传来屋面活载：2×[0.5×(3+6)×3/2×4.5]=60.75 KN 按固端弯矩相等的原则等效成梁线性荷载: q=105P/L2 105×60.75÷182=19.69KN/m 同时框架边柱附加等效轴向力60.75×5×0.5－19.69×18×0.5=－25.335KN，中柱附加－25.335×2=－50.67 KN 小计:楼面框架梁活载线荷载标准值 26.487 KN/m (3)屋面框架节点集中荷载标准值 ①边柱节点集中荷载: 预应力框架梁传来横向框架梁集中力: 0.5×(3+6)×3/2×2.0=13.5 KN ②中柱节点集中荷载: 预应力框架传来横向框架梁集中力: 27 KN (4)楼面框架节点集中荷载标准值 ①边柱节点集中荷载: 预应力框架梁传来横向框架梁集中力: 0.5×(3+6)×3/2×4.5=30.375 KN ②中柱节点集中荷载: 预应力框架传来横向框架梁集中力: 60.75KN 3.地震作用 查表得（H=20.4m<30m）,7度区(0.1g)按二级抗震等级设计，8度区(0.2g)按一级抗震等级设计,设计地震分组为第一组，场地土为二类场地。预应力框架地震作用由PKPM中的PREC结构软件计算。 PKPM参数的选择: 1、 周期折减系数取0.8 2005版SATWE补充用户手册: 周期折减的目的是为了充分考虑非承重填充砖墙刚度对结构自振周期的影响。因为周期小的结构，其刚度较大，相应吸收的地震力也较大。若不做周期折减，则结构偏于不安全。根据《高规》3.3.17 条规定，当非承重墙体为实心砖墙时，ψT可按下列规定取值：框架结构0.6~0.7；框架－剪力墙结构0.7~0.8；剪力墙结构0.9~1.0。实际取值时可根据填充墙的数 量和刚度大小来取上限或下限。当非承重墙体为空心砖或砌块时，ψT可按下列规定取值：框架结构0.8~0.9；框架－剪力墙结构0.9~1.0；剪力墙结构可取0.95。当结构的第一自振周期T1≤Tg时，不需进行周期折减，因为此时地震影响系数由程序自动取结构自振周期与特征周期的较大值进行计算。 2、端弯矩调幅系数非预应力框架参照《高规》规定取0.9的调幅系数；预应力框架考虑次内力的调幅作用以及在荷载组合中的比重,不对端弯矩进行调幅,取1.0的调幅系数。 3、根据预应力抗震阻尼比 【预应力混凝土抗震技术规程3.1.2】 注:18M跨框架三角形荷载1KN/m等效均布荷载13.594KNm,等效轴力4.5 KN；9M跨框架三角形荷载1KN/m等效均布荷载3.469KNm,等效轴力2.25 KN,其它值可近似按线性插值。 4、PREC、PK中按上述梁柱尺寸建模，并输入荷载、计算地震作用力。由于结构对称，在不考虑风荷载时，层间侧移主要由地震荷载（水平荷载）控制。其中层间侧通过调整柱尺寸使其满足轴压比和层侧移角的要求。 四. 18m跨预应力混凝土框架设计计算 （一）、设计参数 1、梁柱截面几何特征 梁为C40，E=3.25×104N/mm2，柱为C30，E=3.00×104N/mm2。 截面几何特征 跨中 按T形截面算 支座 按矩形截面算 楼面梁 b×h 400×1200 b×h 400×1200 bf 1600 bf hf 100 hf 面积A(㎜2) 600000 面积A(㎜2) 480000 形心位置y0(㎜) 710 形心位置y0(㎜2) 600 惯性矩I(㎜4) 8.674×1010 惯性矩I(㎜4) 5.76×1010 EI(KN*m4) 2.81905×106 EI(KN*m4) 1.872×106 屋面梁 b×h 400×1200 b×h 400×1200 bf 1600（1840） bf hf 120 hf 面积A(㎜2) 624000 面积A(㎜2) 480000 形心位置y0(㎜) 724.6 形心位置y0(㎜2) 600 惯性矩I(㎜2) 9×1010 惯性矩I(㎜2) 5.76×1010 EI(KN*m4) 2.925×106 EI(KN*m4) 1.872×106 柱 边柱 中柱 面积A(㎜2) 562500 面积A(㎜2) 640000 惯性矩I(㎜2) 2.64×1010 惯性矩I(㎜2) 3.41×1010 EI(KN*m4) 7.92×105 EI(KN*m4) 1.023×106 0.9EI(KN*m4) 7.128×105 0.9EI(KN*m4) 9.207×105 2、 设计荷载 楼面梁线荷载： 恒载44.11kN/m、活载26.45kN/m； 屋面梁线荷载： 恒载59.25kN/m、活载11.77kN/m 屋面节点集中力: 恒载 中节点32.6 kN、边节点58.2 kN 活载中节点4.1 kN、边节点2.1 kN 楼面节点集中力: 恒载 中节点24.8kN、边节点58.5 kN 活载中节点9.2 kN、边节点4.6 Kn 附加节点集中风荷载 :F1=14.531、F2=13.733、F3=14.914、F4=17.693、 F5=20.381、F6=23.285、F7=25.5、F8=19.975 【附加风荷载的计算：假设为北京某工程则50年一遇基本风压WO=0.45KN/m（均通过荷载规范计算）】是以前八层算例仅供参考。 风荷载标准值 风载标准值计算公式为：ω=βZμSμZω0 基本风压ω0＝0.45KN/m2 μS＝0.8（迎风） μS＝-0.5（背风）即us=1.3 由于结构层高度H=39.6m＞30m，且大空间结构要考虑βZ的影响。 其中： 脉动增大系数 脉动影响系数 阵型系数 μZ风压高度变化系数 基本自振周期：T1=0.25+0.53× =0.5s 其中：H为房屋总高、B为房屋宽度。 ω0×T1×0.62 =0.1399，查表的 =1.25 所取计算框架中，其负载宽度为6m 。所以沿房屋高度的分布风荷载标准值为： F（z）=A 0.45 μSμZ×βZ 沿房屋高度分布风荷载标注值 层号 Hi（m） Hi/H μZ βz A（m2） F（z）（kN） 8 39.6 1 1.13 0.435 1 1.481 20.4 19.975 7 34.8 0.879 1.065 0.4325 0.83 1.421 28.8 25.5 6 30..0 0.758 1.00 0.43 0.71 1.382 28.8 23.285 5 25.2 0.636 0.92 0.43 0.54 1.315 28.8 20.381 4 20.4 0.515 0.84 0.43 0.39 1.25 28.8 17.693 3 15.6 0.394 0.74 0.43 0.27 1.196 28.8 14.914 2 10.8 0.273 0.74 0.43 0.14 1.102 28.8 13.733 1 6.0 0.152 0.74 0.43 0.05 1.036 32.4 14.531 3、 内力计算 由PK计算所得、PREC计算。组合也采用PK/PREC的输出结果 主意事项： 1、 柱、梁有56种组合，意义见PK用户手册193. 2、 PREC输出组合已考虑次弯矩，但未考虑地震力调整系数. 3、 MQ、为准永久组合MK为标准组合 4、 输出的柱单侧最小配筋量一级是为0.45%、二级是为0.35%均大于规范的0.2%。 5、 全截面最小配筋同规范规定。 6、 另外OPENSEES输入质量和荷载均为重力代表值，恒载加上0.5倍的活荷载。 7、 特别注意：PREC不能计算8度0.3g。可用PK计算在考虑次内力。在手动考虑次内力的影响。 8、 使用时可以自己先校核，在使用。 4、内力组合 由PK计算所得的组合 (1)梁控制截面弯矩组合如附表所示 (2)梁控制截面剪力组合（略） (3)柱控制截面弯矩组合如附表所示 由prec计算的标准组合 （二）、梁截面设计 0、预应力筋布置及相关参数 设有效预应力为单位力Np=1000 kN，由结构求解器求得支座处综合弯矩系数为615.2，跨中处综合弯矩系数为407。 三段抛物线的矢高： ab段 f3=1/3×(1200－280－100)=273.33㎜, bc段 f2=2/3×(1200－280－100)=546.67㎜ cd段 f1=f3=273.33㎜ 各段预应力筋的等效荷载：(设有效预应力为单位力 =1000 ) ab段 = =60.741 , bc段 = =30.37 , cd段 = =60.741 , 由结构求解器求得支座处综合弯矩系数为 1、屋面梁中预应力筋的估算 根据使用要求,确定裂缝控制要求。对处于正常工作环境的预应力框架,建议符合下列要求: 短期荷载效应组合: σck-σpc≤αctγftk　1<αct<1.5(wmax≤0.1mm) σck-σpc≤αctγftk　1<αct<3　(wmax≤0.2mm) 长期荷载效应组合: σlc-σpc≤0.8γftk (1) 支座截面 采用标准组合进行计算，名义拉应力取为8 MPa W ：截面抗弯抵抗矩、截面抗弯模量 = 2271.3 ×106×600/5.76×1010=23.66 MPa（2271.3取得的是B轴支座处） = =0.0074023 (1kN单位有效预应力作用下的综合弯矩系数为0.51062) MPa(8 MPa为名义拉应力) 求得 =2115.56kN 设预应力总损失为25%, =1860 =0.75 =1395 , 则： = =2022.04 选用j15,每根绞线面积137 , = =14.8根, 取1束13j15（选配1束15j15） =13×137=1781 =1781×0.75×1395=1863.4 （2）跨中截面 采用标准组合进行计算，名义拉应力取为8 MPa =1166.0×106×724.6/9×1010=9.388 MPa = = 0.005347 (1kN单位有效预应力作用下的综合弯矩系数为0.40536) MPa(8 MPa为名义拉应力) 求得 =259.6 kN 设预应力总损失为25%, =1860 =0.75 =1395 , 则： = =248.3 选用j15,每根绞线面积137 , = =6.4根, 选配1束13j15, =13×137=1781 =1781×0.75×1395=1863.4 (3)、按强度要求配置非预应力钢筋 a.次弯矩计算：由Prec计算得到 跨中： =305.0 边支座： =402.8 中支座： =207.3 b.各控制截面的弯矩设计值：永久荷载效应组合起控制作用 次弯矩对截面抗弯有利系数1.0 边支座： =1.35 +0.7 ×1.4 -1.0 =1642.64－402.8=1239.6 中支座： =1.35 +0.7×1.4 -1.0 =2926.49 －207.3=2719.19 次弯矩对跨中截面抗弯不利系数1.2 跨中： =1.35 +0.7×1.4 +1.2 =1548.5 +1.2×270.75=1873.4 注意：此处没有考虑地震作用 。若是考虑了地震作用则要注意参照混凝土规范要求11.3.1 c.计算非预应力筋： 跨中: 首先判别T形截面类型. =19.1×1600×120×（1200－40－120/2）=4034 1866.88 , 故属第一类T形截面,所以: ＝ ＝ ＝0.0454 = / =（ －1781×1320）/360≤0 最小配筋率(%): 与0.3的较大值, 所以最小面积 第11.3.6条   框架梁的钢筋配置应符合下列规定：   1纵向受拉钢筋的配筋率不应小于表11.3.6-1规定的数值： 框架梁纵向受拉钢筋的最小配筋百分率(%) 表11.3.6-1 抗震等级 梁中位置 支座 跨中 一级 0.4和80ft/fy中的较大值 0.3和65ft/fy中的较大值 二级 0.3和65ft/fy中的较大值 0.25和55ft/fy中的较大值 三、四级 0.25和55ft/fy中的较大值 0.2和45ft/fy中的较大值   2框架梁梁端截面的底部和顶部纵向受力钢筋截面面积的比值，除按计算确定外，一级抗震等级不应小于0.5；二、三级抗震等级不应小于0.3； 验算： （1） （预应力技术规程） （2） （抗震规范附录C） 中支座： 最小配筋率(%): 与0.4的较大值, 所以最小面积 验算: （1） （预应力技术规程） （2） （抗震规范附录C） 再根据： (I) 混凝土规范11.3.6第2条或抗震规范6.3.3第2条梁端截面处 (II) 抗震规范6.3.3第1条或预应力抗震规程4.2.2：梁端 ，且 (III) 预应力抗震规程4.2.4条：一级抗震等级 且梁底面纵向非预应力钢筋配筋率不小于0.2%。预应力强度比 (IV) 混凝土规范11.8.5条：梁端底面和顶面纵向非预应力钢筋截面面积的比值对一、二、三级抗震等级均不应小于1.0；且纵向受压非预应力钢筋的配筋率不应小于0.2%。 即为： 以及 综合考虑选取:梁端下部为选配728 ，下部选928. 验算： (4)、抗剪强度配筋计算：(略) 控制截面为中间支座，忽略预应力对抗剪的有利影响，不计次弯矩影响。 =1.2 +1.3 =1.2×270+1.3×405=850.5 设箍筋12 =113.1 = =156 ,选配双肢 12@150 跨中：　12@150 边支座： 　12@200　（另行计算） (5)、预应力损失及张拉控制应力计算(略) (6)、张拉阶段边缘应力验算 (7)、挠度验算 2、楼面梁中预应力筋的估算 根据使用要求,确定裂缝控制要求。对处于正常工作环境的预应力框架,建议符合下列要求: 短期荷载效应组合: σck-σpc≤αctγftk　1<αct<1.5(wmax≤0.1mm) σck-σpc≤αctγftk　1<αct<3　(wmax≤0.2mm) 长期荷载效应组合: σlc-σpc≤0.8γftk (1)、支座截面 采用标准组合进行计算，名义拉应力取为8 MPa =2104.8×106×600/5.76×1010=21.925 MPa = =0.00701 (1kN单位有效预应力作用下的综合弯矩系数为0.47262) MPa(8 MPa为名义拉应力) 求得 =1987.45 kN 设预应力总损失为25%, =1860 =0.75 =1395 , 则： = =1899.6 选用j15,每根绞线面积137 , = =13.9根, 选配1束12j15, （选配1束14j15） =12×137=1644 =1644×0.75×1395=1720 (2)、跨中截面 采用标准组合进行计算，名义拉应力取为8 MPa =1078.0×106×710/8.674×1010=8.823 MPa = = 0.005166 (1kN单位有效预应力作用下的综合弯矩系数为0.37659) MPa(8 MPa为名义拉应力) 求得 =159.31 kN 设预应力总损失为25%, =1860 =0.75 =1395 , 则： = =152.27 选用j15,每根绞线面积137 , = =1.1根, 选配1束12j15, =12×137=1644 =1644×0.75×1395=1720 (3)、按强度要求配置非预应力钢筋 a.次弯矩 计算：由PK计算得到 五层： 跨中： =234.4 边支座： =188.0 中支座： =280.8 b.各控制截面的弯矩设计值：永久荷载效应组合起控制作用 次弯矩对截面抗弯有利系数1.0 边支座： =1.2 +1.4 -1.0 =2176.32－188.0=1988.32 中支座： =1.2 +1.4 -1.0 =2624.69－280.8=2343.89 次弯矩对跨中截面抗弯不利系数1.2 跨中： =1.2 +1.4 +-1.0 = =1638.28 c.计算非预应力筋： 跨中: 首先判别T形截面类型. =19.1×1600×120×（1200－40－100/2）=4070.6 1638.28 , 故属第一类T形截面,所以: ＝ ＝ ＝0.03984 = / =（ －1644×1320）/360≤0 最小配筋率(%): 与0.3的较大值, 所以最小面积 支座: ＝ ＝0.253,查表：　 ＝0.842 =（ －1644×1320）/360=1263.1 选配425, =1964 (由预应力度控制) 验算: 受压区高度 ， 纵向受拉钢筋按非预应力钢筋抗拉强度设计值折算的配筋率 预应力混凝土土框架梁端截面的底面和顶面纵向非预应力钢筋截面面积A′s和As的比值，除按计算确定外，尚应满足下列要求: 二、三级抗震等级 　　　 =1.0566≥0.997 　　　　　　　　　　　　　　　　 且梁底面纵向非预应力钢筋配筋率大于0.2%。 均满足二级抗震等级的要求 (4).抗剪强度配筋计算：(略) 控制截面为中间支座，忽略预应力对抗剪的有利影响，不计次弯矩影响。 =1.2 +1.3 =1.2×270+1.3×405=850.5 设箍筋12 =113.1 = =156 ,选配双肢 12@150 跨中：　12@150 边支座： 　12@200　（另行计算） (5)、预应力损失及张拉控制应力计算(略) (6)、张拉阶段边缘应力验算 (7)、挠度验算 （三）、柱截面设计 3.1基本参数 混凝土C30,fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2 纵向受力钢筋为HRB400钢（），fy=360 N/mm2 箍筋为HPB 235钢（），fy=210 N/mm2 纵向受力钢筋的混凝土保护层厚度为30mm. 柱配筋均采用对称配筋 3.2第6层框架柱截面设计（边柱A3A4） (1)截面尺寸750×750mm2 净高Hn=4800-1200=3600mm (2)轴压比验算： h0=750－30－10=710mm 对框架部分的柱取 λ=Hn/2×h=3600/（2×710）=2.54>2，属于长柱 NMAX=986.8KN 轴压比n=NMAX/fc×A=986.8×103/（14.3×750×750）=0.1225<0.8 满足要求。 （3）大小偏压柱判断条件 Nb＝α1×fc×b×ζb×h0 > NMAX为大偏压 Nb＝1.0×14.3×750×0.55×710＝4188.11KN （4）偏心受压承载力计算 1）内力组合： 取出两个最不利的荷载组合；同一层柱上下通长配筋，取柱顶和柱底最不利内力组合，同时考虑次弯矩对柱弯矩设计值的影响 a）M=1584.13-1.0×204.7＝1379.43KNm N=888.385KN< Nb，大偏压 b）由地震作用组合控制 M=（1006.31-1.0×204.7）×0.75＝676.21KNm N=677.259×0.75KN=507.94 KN < Nb，大偏压 2）计算： a）对称配筋 as=as’=40mm ζb=0.55,β1=0.8 e0=γRE M/γRE N=1379.43/888.385=1.5527m ea=max（b/30，20）=25mm ei= ea+ e0=1578 mm 地震作用下产生的弯矩占总弯矩设计值≤75％ 柱计算长度Lo＝1.25H 经算得Lo=6m ζ1=0.5×fc×A/N =0.5×14.3×7502/（888.385×103)=4.53>1，取ζ1=1 l0/h=6000/750=8<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/750)2×1×1×/(1400×1578/710)=1.021 ηei=1.021×1578＝1610mm x= N/(α1fcb)=888.385×103/(1.0×14.3×750)＝82.833mm＞2as=80 mm 同时1，取ζ1=1 l0/h=6000/750=8<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/750)2×1×1×/(1400×1356/710)=1.024 ηei=1.0138×1356＝1388mm x= N/(α1fcb)=507.94×103/(1.0×14.3×750)＝47.36mm＜2as=80 mm 同时0.2％ 截面总配筋率ρ＝(490.9×36)/7502＝3.14％ 符合要求 3.3第6层框架柱截面设计（中柱A3A4） (1)截面尺寸800×800mm2 净高Hn=4800-1200=3600mm (2)轴压比验算： h0=800－30－10=760mm 对框架部分的柱取 λ=Hn/2×h=3600/（2×760）=2.37>2，属于长柱 NMAX=2021.927KN 轴压比n=NMAX/fc×A=2021.927×103/（14.3×800×800）=0.22<0.8 满足要求。 （3）大小偏压柱判断条件 Nb＝α1×fc×b×ζb×h0 > NMAX为大偏压 Nb＝1.0×14.3×750×0.55×710＝4188.11KN （4）偏心受压承载力计算 1）内力组合： 取出两个最不利的荷载组合；同一层柱上下通长配筋，取柱顶和柱底最不利内力组合，同时考虑次弯矩对柱弯矩设计值的影响 a）M=555.8KNm N=1923.62KN1，取ζ1=1 l0/h=6000/800=7.5<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/800)2×1×1×/(1400×315.6/760)=1.097 ηei=1.097×315.6＝346.14mm x= N/(α1fcb)=1923.62×103/(1.0×14.3×800)＝168.15mm＞2as=80 mm 同时1，取ζ1=1 l0/h=6000/800=7.5<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/800)2×1×1×/(1400×233.1/760)=1.131 ηei=1.131×233.1＝263.64mm x= N/(α1fcb)=1191.7×103/(1.0×14.3×800)＝104.17mm＞2as=80 mm 同时0.2％ 截面总配筋率ρ＝(314.2×16)/8002＝0.7855％ 符合要求 3.4第1层框架柱截面设计（边柱A0A1） (1)截面尺寸750×750mm2 净高Hn=6000-1200=4800mm (2)轴压比验算： h0=750－30－10=710mm 对框架部分的柱取 λ=Hn/2×h=4800/（2×710）=3.38>2，属于长柱 NMAX=3935.4KN 轴压比n=NMAX/fc×A=3935.4×103/（14.3×750×750）=0.489<0.8 满足要求。 （3）大小偏压柱判断条件 Nb＝α1×fc×b×ζb×h0 > NMAX为大偏压 Nb＝1.0×14.3×750×0.55×710＝4188.11KN （4）偏心受压承载力计算 1）内力组合： 取出两个最不利的荷载组合；同一层柱上下通长配筋，取柱顶和柱底最不利内力组合，同时考虑次弯矩、强柱弱梁对柱弯矩设计值的影响 a）由地震作用组合控制 M=(924.06-1.0×248.8)×0.8×1.2＝648.25KNm N=3226.54×0.8=2581.2KN1，取ζ1=1 l0/h=6000/750=8<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/750)2×1×1×/(1400×275/710)=1.118 ηei=1.118×275＝307.46mm x= N/(α1fcb)=2581.2×103/(1.0×14.3×750)＝240.67mm＞2as=80 mm 同时1，取ζ1=1 l0/h=6000/750=8<15 取ζ2=1.0 η=1+(l0/h)2×ζ1×ζ2/（1400×ei/h0） =1+(6000/750)2×1×1×/(1400×42.28/710)=1.768 ηei=1.768×39.34＝69.54mm x= N/(α1fcb)=2485.7×103/(1.0×14.3×750)＝231.77mm＞2as=80 mm 同时0.2％ 截面总配筋率ρ＝(314.2×16)/8002＝0.7855％ 符合要求 3.5第1层框架柱截面设计（中柱A0A1） (1)截面尺寸800×800mm2 净高Hn=6000-1200=4800mm (2)轴压比验算： h0=800－30－10=760mm 对框架部分的柱取 λ=Hn/2×h=4800/（2×760）=