【正文】 注：ΣMc為節(jié)點上下柱端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和，上下柱端的彎矩設計值可按彈性分析分配。 ΣMb為節(jié)點左右梁端截面順時針或逆時針方向組合的彎矩設計值之和。 ηc柱端彎矩增大系數(shù)。橫向框架A柱柱端組合彎矩設計值的調整（相當于本層柱凈高上下端的彎矩設計值）層次654321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb） γREN B柱： 第5層，按《抗震規(guī)范》，無需調整。 經計算當軸力N=fc Ac=6502/103= KN 時， 方符合調整的條件，可知B柱調整圖如下：橫向框架B柱柱端組合彎矩設計值的調整層次54321截面柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底柱頂柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb） γREN ：例：第5層：恒載SGk =（M上+M下）/h=（）/= 活載SQk =（M上+M下）/h=（）/= 地震作用SEk =（M上+M下）/h=（+）/= 調整：（+）/= 橫向框架A柱剪力組合與調整（KN）層次SGkSQkSEk1SEk2γRe[（SGk+）+] ++V=γRe[ηvc（M bc +M lc）/hn ]125 4 3 2 1 同理，橫向框架B柱剪力組合與調整（KN）層次SGkSQkSEk1SEk2γRe[（SGk+）+] ++V=γRe[ηvc（M bc +M lc）/hn ]125 4 3 2 1 第五章 截面設計： 以第1層AB跨框架梁的計算為例。梁的最不利內力：經以上計算可知，梁的最不利內力如下： 跨間： Mmax= KNm 支座A：Mmax= KNm 支座Bl：Mmax= KNm 調整后剪力：V= KN梁正截面受彎承載力計算：抗震設計中，對于樓面現(xiàn)澆的框架結構，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形截面設計，翼緣計算寬度bf，按跨度考慮，取bf，=l/3==2400mm，梁內縱向鋼筋選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/，符合二級抗震設計要求。（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Q235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)：柱截面尺寸驗算：根據(jù)《抗震規(guī)范》，對于二級抗震等級，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果，注意，表中的Mc、Vc和N都不應考慮抗震調整系數(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/fcmbh056506102465061023650610226506102170066025650610246506102365061022650610217006602例：第1層A柱：柱截面寬度：b=700 mm柱截面有效高度：h0=70040=660 mm混凝土軸心抗壓強度設計值：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A柱為例，（1）、最不利組合一（調整后）：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700/30=，故取ea= 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， l0== 初始偏心矩：ei=e0+ea=+= mm 因為長細比l0/h=4700/700=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。 ξ1=7002/（103）= 取ξ1= 又l0/h15，取ξ2= 得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2 =1+660/1400/ = 軸向力作用點至受拉鋼筋As合力點之間的距離 e=ηei+h/2as =+700/240 = 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() 7006602]/310/(66040)=(mm2)(2)、最不利組合