【正文】 梁的正截面受彎承載力計算,從梁內(nèi)力組合表分別選出AB跨胯間截面及支座截面的最不利內(nèi)力，并將支座中心處的彎矩換算為支座邊緣控制截面的彎矩進行配筋計算支座彎矩： MB=()=,==MB=γRE. MF==跨間彎矩取控制截面，即支座邊緣處的正彎矩。由梁的內(nèi)力組合表可知：V=（+）= KN則支座邊緣處Mmax=+= γREMmax== 當梁下部受拉時，按T形截面設計，當梁上部受拉時，按矩形截面設計。翼緣計算寬度當按跨度考慮時，bf′=l/3=6300/3=2100mm。按翼緣厚度考慮時h0=has=60035=565mmhf′/ h0=100/565=,此種情況不起控制作用，故取bf′=2100mm梁內(nèi)縱向鋼筋選用HRB335級鋼(fy=300N/mm，fy′=300N/mm), =，下部跨間截面按單筋T形截面計算。因為：2100110（565100/2）= 屬第一類T形截面：αs=M/bf39。α1fch02=106/（21005652）=ε=112αs=AS=εα1fchf39。h0/ fy=2100565/300=622mm2實配鋼筋416AS=804mm2）,ρ=804/（300565）=％％,滿足要求。將下部跨間截面的4 16鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋（AS′=804mm2），再計算相應的受拉鋼筋AS，即支座A：αs=[106300804(56535)]/ （3005652）=2as′/h0=70/565=′富裕，且達不到屈服?？山迫。?AS=M/fy(h0as’)=106/300(56535)=.實配鋼筋： 416（AS’=804mm2）：AS=M/fy(h0as’)=106/300(56535)=實配鋼筋：414（AS’=615mm2），ρ=615/（300535）=％％, AS’/ AS=, 滿足要求。BC跨支座彎矩：Mc=MB=()/2=γREM== ：：V=（+）= Mmax== γREMmax== bf′=l/3=2400/3=800mm800100（365100/2）= 屬第一類T形截面：αs=M/bf39。α1fch02=106/（8003652）=ε=112αs=AS=εα1fchf39。h0/ fy=800365/300=實配鋼筋414（AS=615mm2）。將下部跨間截面的4 14鋼筋伸入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋（AS′=615mm2），再計算相應的受拉鋼筋AS，即支座A：αs=[106300615(36535)] （3003652）=2as′/h0=70/365= 可近似?。?AS=M/fy(h0as’)=106/300(36535)=： 414（AS’=615mm2）ρ=615/（300365）=％％, AS’/ AS=, 滿足要求。驗算截面尺寸： hw=ho hw/b=565/300=4 hw/b=365/300=4AB跨：=300565=V=截面尺寸滿足要求梁端加密區(qū)箍筋取4肢Φ8@100，箍筋用HPB235級鋼筋（fyv=210N/mm2）,則： + fyvAsvh0/s=300565+201565/100=V=抗剪滿足要求。PSV=nAsv/bs=4100 =% Pmin=。=，非加密區(qū)箍筋取4肢Φ8@150，箍筋設置滿足要求。BC跨：設梁端加密區(qū)箍筋取Φ10@100，箍筋用HPB235級鋼筋（fyv=210N/mm2）,則： + fyvAsvh0/s=300365+201314365/100=V=抗剪滿足要求。由于非加密區(qū)長度較小，故全跨可按加密區(qū)配。 框架梁配筋計算表 截 面M/（）S/mm2S/mm2實配鋼筋S/mm2Ａ＇S/ASＰ/％ 1支座A0804416 804Bl0804414 615AB跨間416 804 支座Br0615416 615BC跨間414 6152支A0804416 804座Bl0804414 615AB跨間416 804支座Br0615 414 615BC跨間 414 6153支A0615414 615座Bl0615414 615AB跨間 414 615支座Br0615414 615BC跨間414 615 4支座A0615414 615Bl0615414 615AB跨間414 615 支座Br0615414 615BC跨間414 615 5支座A0615414 615Bl0615414 615AB跨間414 615 支座Br0615414 615BC跨間414 615 框架梁斜截面承載力計算層次截面rREVKN() βcfcbh0KNASV/S=()/()梁端加密區(qū)非加密區(qū)實配鋼筋（ASV）實配鋼筋（PSV%）5A Bl 04肢8@1002肢8@200（）Br 02肢10@1002肢10@100（）4A Bl 04肢8@1002肢8@200（）Br 02肢10@1002肢10@100（） 3A Bl 04肢8@1002肢8@200（）Br 02肢10@1002肢10@100（）2A Bl 04肢8@1002肢8@200（）Br 02肢10@1002肢10@100（）1A Bl 04肢8@1002肢8@200（）Br 02肢10@1002肢10@100（）。 柱的剪跨比和軸壓比驗算表 柱 號層 次b(mm)ho(mm)fc(N/mm2)Mc(kN*m)Vc(kN)N(kN)Mc /(Vcho)N/fcbh56005602460056023600560226005602160056025600560246005602360056022600560216005602① 中的Mc Vc 和N均不考慮承載力抗震調(diào)整系數(shù)，由此可見，各柱的剪跨比和軸壓比均滿足規(guī)范要求。以第一層A柱為例說明。根據(jù)內(nèi)力組合表，將支座中心處的彎矩換算至支座邊緣，并與柱端組合彎矩值比較后，選出最不利內(nèi)力，進行配筋計算。（1）最不利:Mmax= N= 軸向力對截面重心的偏心矩e0=M/N=103/=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)《抗震設計規(guī)范》，對于現(xiàn)澆樓蓋的底層柱，因為l0/h=5,故應考慮偏心距增大系數(shù)η。ζ1=6002/103=(取ζ1=) lo/h15,取ζ2=，η=1+(l0/h)2/1400ei=1+()2/(1400)=e=ηei+h/2as=+600/240=,對稱配筋：ε=x/h0=N/fCbh0=103/600560=εb=故，為大偏壓情況，As39。=As=[Neε()α1fcbh02]/fy39。(h0as39。)=[103()6005602]/300(56040)= mm2再按NMAX及相應的M一組計算。N=,M=。此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載作用，故不必進行調(diào)整。取l0== e0=M/N=106/103=ei= e0+ea=+20=,l0/h=4. 4/=5, 故應考慮偏心距增大系數(shù)η。ζ1=6002/103=e=ηei+h2as=+30040= 按上式計算時，應滿足及，因為N=εbfCbh0=600560=, 故按構(gòu)造配筋，且應滿足ρmin=％,單側(cè)配筋率ρsmin≥％。故As39。=As=ρsminbh=％600600=720mm2選418(AS=AS’=1017mm2),總配筋率ρs=31017/(600560)=％％驗算垂直于彎矩作用平面的受壓承載力以第1層A柱為例，框架柱的剪力設計值：V= 剪跨比==3(取=3)軸壓比n=,考慮地震作用組合的柱軸向壓力設計值N==6002/103=,故取N=(+1)+=600560/4+10179。=+=故該層柱應按構(gòu)造配置箍筋。柱端加密區(qū)的箍筋選用Φ8@=10179。/(600178。)=,查規(guī)范得λv=,則最小體積配箍率ρvmin=λvfc/fyv=％ =（550550）/（5508100）=取Φ8，Asv=,則s≤。根據(jù)構(gòu)造要求加密區(qū)箍筋為4Φ8@100，加密區(qū)長度及位置按規(guī)范確定，非加密區(qū)還應滿足s≤10d=200mm,故箍筋取4Φ8@150。 其它各層柱的配筋計算見下柱A柱層次123截面尺寸600600600600600600組合一二一二一二M（KNm） N（KN） V（KN）e0（mm） ea（mm）202020202020l0（m） ei（mm） l0/h ξ1 ξ2 ηe（mm） ξ計算As=As’（mm2）0 0 0000實配單側(cè)選4Ф18（1017）選4Ф18（1017）選4Ф18（1017）ρs%%%%%%偏心判斷大小大小大小配箍加密區(qū)4肢Ф8@100，非加密區(qū)4肢Ф8@150加密區(qū)4肢Ф8@100，非加密區(qū)4肢Ф8@150加密區(qū)4肢Ф8@100，非加密區(qū)4肢Ф8@150柱A柱層次45截面尺寸600600600600組合一二一二M（KNm）N（KN） V（KN）e0（mm）ea（mm）2020 20 20l0（m）ei（mm）l0/hξ1 ξ2 ηe（mm） ξ計算As=As’（mm2）0 000實配單側(cè)選4Ф18（1017）選4Ф18（1017）ρs%%%%偏心判斷大小大小配箍加密區(qū)4肢Ф8@100，非加密區(qū)4肢Ф8@150加密區(qū)4肢Ф8@100，非加密區(qū)4肢Ф8@150柱B柱層次123截面尺寸600600600600600600組合一二一二一二M（KNm） N（KN） V（KN） e0（mm） ea（mm）20 202020 20 20 l0（m）ei（mm）l0/hξ1 ξ2