【正文】 不利內(nèi)力如下： 跨間： Mmax= KNm 支座A：Mmax= KNm 支座Bl：Mmax= KNm 調(diào)整后剪力：V= KN梁正截面受彎承載力計算： 抗震設(shè)計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結(jié)構(gòu)，梁支座負彎矩按矩形截面計算縱筋數(shù)量?？缰姓龔澗匕碩形截面計算縱筋數(shù)量，跨中截面的計算彎矩，應取該跨的跨間最大正彎矩或支座彎矩與1/2簡支梁彎矩之中的較大者，依據(jù)上述理論，得：（1）、考慮跨間最大彎矩處： 按T形截面設(shè)計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，bf，=l/3=2400mm，梁內(nèi)縱向鋼筋選II級熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=ha=60035=565mm，因為fcm bf，hf，（ h0 hf，/2）=2400120（565120/2）=m KNm屬第一類T形截面。下部跨間截面按單筋T形截面計算：αs=M/（fcmbf，h02）=106/ξ=1（12αs）1/2=As=ξfcmbf，h0/fy=2400565/310= mm2實配鋼筋2Ф22Ф22，As=1742 mm2。ρ=1742/300/565=%ρmin=%，滿足要求。梁端截面受壓區(qū)相對高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=3101742/，符合三級抗震設(shè)計要求。（2）、考慮兩支座處： 將下部跨間截面的2Ф22Ф22鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋，As，=1742 mm2，再計算相應的受拉鋼筋As，即支座A上部， αs=[M fy, As，(h0a,)]/（fcmbf，h02） =[1063101742(56535) ]/ = ξ=1（12αs）1/2= 可近似取 As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）= mm2 實配鋼筋2Ф22Ф22，As=2724 mm2。 支座Bl上部： As=M/fy/(h0a,)=106/310/（56535）= mm2 實配鋼筋2Ф22Ф22，As=2724 mm2。 ρ=2724/300/565=%ρmin=%，又As，/ As =1742/2724=，滿足梁的抗震構(gòu)造要求。梁斜截面受剪承載力計算： （1）、驗算截面尺寸： hw=h0=565mm hw/b=565/300=4,屬厚腹梁。 =300565 =V=182700N 可知，截面符合條件。 （2）、驗算是否需要計算配置箍筋： =300565 =V=182700N 可知，需按計算配箍。 （3）、箍筋選擇及梁斜截面受剪承載力計算： 梁端加密區(qū)箍筋取Ф8@100，箍筋用I級Q300熱扎鋼筋，fyv=210N/mm,則 + =300565+2102565/100 =182700N ρsv= nAsv1/bs=2*ρsvmin== ，非加密區(qū)箍筋取Ф8@150。箍筋配置，滿足構(gòu)造要求。配筋圖如下圖所示：其它梁的配筋計算見下表：層次截面M（KNm）ξ計算As，（mm2）實配As，（mm2）計算As（mm2）實配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1支座A 0 4Ф22Ф22(2724) 加密區(qū)雙肢Ф8@100,非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 0 5Ф25(2454)加密區(qū)四肢Ф8@80非加密區(qū)四肢Ф8@100BC跨間 4Ф25(1964)2支座A0 5Ф25(2454)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl0 5Ф25(2454)AB跨間 4Ф22(1520)支座Br 5Ф23(2077)加密區(qū)四肢Ф8@100非加密區(qū)四肢Ф8@150BC跨間 4Ф24(1808)3支座A 0 5Ф23(2077)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl 0 5Ф23(2077)AB跨間 3Ф23(1246)支座Br 5Ф22(1900)加密區(qū)四肢Ф8@100非加密區(qū)四肢Ф8@150BC跨間 4Ф26(1593)4支座A 0 4Ф24(1808)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl 0 4Ф24(1808)AB跨間 2Ф25(982)支座Br 3Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150BC跨間 4Ф20(1256)5支座A 0 3Ф25(1473)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl 0 3Ф25(1473)AB跨間 2Ф18(509)支座Br 5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150BC跨間 3Ф22(1140)6支座A 0 5Ф16(1005)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150Bl 0 5Ф16(1005)AB跨間 2Ф14(308)支座Br 3Ф16(603)加密區(qū)雙肢Ф8@100非加密區(qū)雙肢Ф8@150BC跨間 3Ф14(461)二、框架柱：柱截面尺寸驗算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于三級抗震等級，剪跨比大于2。下表給出了框架柱各層剪跨比和軸壓比計算結(jié)果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應考慮抗震調(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。柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KNm）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0柱660056025600560246005602360056022600560216005602例：第1層的柱：柱截面寬度：b=600 mm柱截面有效高度：h0=60040=560 mm混凝土軸心抗壓強度設(shè)計值：fcm= N/mm2柱端彎矩計算值：Mc取上下端彎矩的最大值。Mc=（KNm）柱端剪力計算值：Vc =柱軸力N取柱頂、柱底的最大值：N=剪跨比：Mc/Vch0=*103/2軸壓比：N/fcmbh0=*103/柱正截面承載力計算：先以第1層的柱為例，（1）、最不利組合一（調(diào)整后）：Mmax= KNm，N= KN 軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)= mm 附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30兩者中的較大值，即600/30=20mm，故取ea=20 mm。 柱的計算長度，根據(jù)《抗震設(shè)計規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的底層柱， l0== 初始偏心矩：ei=e0+ea=+20= mm 因為長細比l0/h=4900/600=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。 ξ1=6002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+560/1400/ 軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+600/240 = mm 對稱配筋： ξ=x/h0=N/fcmbh0=103/ =ξb= 為大偏壓情況。 As,=As=[Neξ() fcmb h02]/fy,/(h0as,) =[103() 6005602]/310/(56040)=(mm2)(2)、最不利組合二：Nmax=， M=m此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載效應，故不必進行調(diào)整。軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=106/(103)=初始偏心矩：ei=e0+ea=+=長細比l0/h=4900/600=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。ξ1=6002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+560/1400/ = ηei===560=198mm,故為小偏心受壓。 軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+600/240 = ξ=（Nξbfcmbh0）/[ ()/()/(h0as,) +fcmbh0 ]+ξb 按上式計算時，應滿足Nξbfcmbh0及Ne. 因為N=ξbfcmbh0=600560= 故可按構(gòu)造配筋，且應滿足ρmin=%，單側(cè)配筋率ρsmin≥%，故 As,=As=ρsminbh=%600600=980mm2 選4Ф20，As,=As=1256mm2 總配筋率ρs=31256/600/560=%%柱斜截面受剪承載力計算：以第1層的柱為例，查表可知：框架柱的剪力設(shè)計值V c=剪跨比λ=3，取λ=3軸壓比n=考慮地震作用組合的柱軸向壓力設(shè)計值 N==6002/103= 故取N=(λ+1)+=600560/(3+1)+103=192890N故該層柱應按構(gòu)造配置箍筋。柱端加密區(qū)的箍筋選用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=，則最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=柱箍筋的體積配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=5508/100/550/550=%%,符合構(gòu)造要求。注：Asvi、li為第i根箍筋的截面面積和長度。 Acor為箍筋包裹范圍內(nèi)的混凝土核芯面積。 s為箍筋間距。 非加密區(qū)還應滿足s10d=200mm,故箍筋配置為4Ф10@150，柱的配筋圖如