【正文】 600 組合 一 二 一 二 一 二 M（ KN178。 600 600179。 s 為箍筋間距。 注： Asvi、 li為第 i 根箍筋的截面面積和長度。 600179。查表得，最小配筋率特征值λv=，則最小配筋率ρ vmin=λ vfcm/fyv=179。 103 =192890N 故該層柱應按構造配置箍 筋。 560/(3+1)+179。 179。 179。 600=980mm2 選 4Ф 20， As,=As=1256mm2 總配筋率ρ s=3179。 560= 故可按構造配筋，且應滿足ρ min=%， 單側配筋率ρ smin≥ %， 故 As,=As=ρ sminbh=%179。 179。 660=198mm,故為小偏心受壓。 560/1400/ = η ei=179。 7002/（ 179。 ξ 1=179。 106/(179。 m 此組內力是非地震組合情況，且無水平荷載效應，故不必進行調整。600179。 ) 179。 179。 As,=As=[Neξ ( ) fcmb h02]/fy,/(h0as,) =[179。 +600/240 = mm 對稱配筋： ξ =x/h0=N/fcmbh0=179。 103） = 取ξ 1= 又 l0/h15，取ξ 2= 得η =1+ l02ξ 1ξ 2h0/1400eih2 =1+179。 179。 柱的計算長度，根據《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=4700/600=5，故應考慮偏心矩增大系數(shù)η。 106/(179。 m， N= KN 軸向力對截面重心的偏心矩 柱號 層次 b（ mm） h0（ mm） fcm（ N/mm2） Mc（ KN178。 Mc=（ KN178。m ） ξ 計算 As，（ mm2） 實配 As，（ mm2） 計算 As（ mm2） 實配 As（ mm2） 配箍 1 支座 A 0 4Ф 22Ф 22(2724) 加密區(qū)雙肢Ф 武漢某 辦公樓設計 41 Bl 0 4Ф 22Ф 22(2724) 8100,非加密區(qū)雙肢Ф 8150 AB跨間 2Ф 22Ф 22(1742) 支座Br 0 5Ф 25(2454) 加密區(qū)四肢Ф880 非加密區(qū)四肢Ф8100 BC跨間 4Ф 25(1964) 2 支座 A 0 5Ф 25(2454) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 Bl 0 5Ф 25(2454) AB跨間 4Ф 22(1520) 支座Br 5Ф 23(2077) 加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф 8150 BC跨間 4Ф 24(1808) 3 支座 A 0 5Ф 23(2077) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150 Bl 0 5Ф 23(2077) AB跨間 3Ф 23(1246) 武漢某 辦公樓設計 42 支座Br 5Ф 22(1900) 加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150 BC跨間 4Ф 26(1593) 4 支座 A 0 4Ф2 4(1808) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 Bl 0 4Ф2 4(1808) AB跨間 2Ф 25(982) 支座Br 3Ф2 5(1473) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 BC跨間 4Ф 20(1256) 5 支座 A 0 3Ф 25(1473) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 Bl 0 3Ф 25(1473) AB跨間 2Ф 18(509) 支座Br 5Ф 16(1005) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 BC跨間 3Ф 22(1140) 6 支 A 0 5Ф 16(1005) 加密區(qū) 武漢某 辦公樓設計 43 座 Bl 0 5Ф 16(1005) 雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 AB跨間 2Ф 14(308) 支座Br 3Ф 16(603) 加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф 8150 BC跨間 3Ф 14(461) 二、框架柱： 柱截面尺寸驗算： 武漢某 辦公樓設計 44 根據《抗震規(guī)范》，對于二級抗震等級，剪跨比大于 2，軸壓比小于 。箍筋配置，滿足構造要求。 565/100 =182700N ρ sv= nAsv1/bs=2*ρ svmin==179。 2179。 565+179。 179。 565 =V=182700N 可知，需按計算配箍。 179。 565 =V=182700N 可知，截面符合條件。 179。 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。 106/310/（ 56535） = mm2 實配鋼筋 2Ф 2 2Ф 22， As=2724 mm2。 106/310/（ 56535） = mm2 實配鋼筋 2Ф 2 2Ф 22， As=2724 mm2。 1742179。 （ 2）、考慮兩 支座處： 將下部跨間截面的 2Ф 2 2Ф 22 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， α s=[M fy, As， (h0a,)]/（ fcmbf， h02） =[179。 梁端截面受壓區(qū)相對高度： ξ =fyAs/（ fcmbf， h0） =310179。 565/310= mm2 實配鋼筋 2Ф 2 2Ф 22， As=1742 mm2。 179。 下部跨間截面按單筋 T 形截面計算： α s=M/（ fcmbf， h02） =179。 m KN178。 120179?？缰姓龔澗匕?T 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=6/3=2m=2021mm，梁內縱向鋼筋選 II 級熱扎鋼筋，（ fy=fy，=310N/mm2）， h0=ha=60035=565mm，因為 武漢某 辦公樓設計 39 fcm bf， hf， （ h0 hf， /2） =179。 m 支座 Bl： Mmax= KN178。 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= KN178。（ SGk+）+] +Qk + V=γRe[η vc（ M bc + M lc）/hn ] 1 2 6 5 4 3 2 1 同理： 武漢某 辦公樓設計 38 橫向框架 B 柱剪力組合與調整（ KN） 層次 SGk SQk SEk1 SEk2 γ Re[179。 6502/103= KN 時， 方符合調整的條件，可知 B 柱調整圖如下： 武漢某 辦公樓設計 37 橫向框架 B 柱柱端組合彎矩設計值的調整 層次 6 5 4 截面 柱頂 柱底 柱頂 柱底 柱頂 柱底 γ RE（Σ Mc= η cΣ Mb） γ REN 3 2 1 柱頂 柱底 柱頂 柱底 柱頂 柱底 508 六、柱端剪力組合和設計值的調整： 例：第 6 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： 179。 經計算當軸力 N=fc Ac=179。 η c柱端彎矩增大系數(shù)，二級取 。 可知，一、二、三層柱端組合的彎矩設計值應符合下式要求： Σ Mc=η cΣ Mb 注：Σ Mc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。 第 3 層，柱頂軸壓比 [uN] = N/Ac fc=179。 103/ 武漢某 辦公樓設計 35 =，無需調整。 103/=，無需調整。（ SGk+）+] Gk +Qk k+ k Mmax M M 1 2 N Nmin Nmax 6 柱頂 M N 柱底 M N 5 柱頂 M N 柱底 M N 4 柱頂 M N 柱底 M N 3 柱頂 M 武漢某 辦公樓設計 34 N 柱底 M N 2 柱頂 M N 柱底 M N 1 柱頂 M N 柱底 M N 五、柱端彎矩設計值的調整： A 柱： 第 6 層，按《抗震規(guī)范》，無需調整。 四、框架柱的內力組合： 取每層柱頂和柱底兩個控制截面，組合結果如下表： 橫向框架 A 柱彎矩和軸力組合 層次 截面 內力 SGk調幅后 SQk 調幅后 SEk（ 1） SEk（ 2） γ Re[179。 +179。（ +179。 BC 跨： q1=179。 6） = KN/m 武漢某 辦公樓設計 31 V Gb=179。 = KN/m q2=179。 2179。 m V=γ Re[η vb（ M lb +M rb） /ln +V Gb] =179。 2179。 m V =γ Re[η vb（ M lb +M rb） /ln +V Gb] =179。 +179。 = KN/m q2=179。 [179。 m M rb =178。 [179。 m M rb=178。 6/2+179。（ +179。 m 其它跨間的最大彎矩計算結果見下表： 跨間最大彎矩計算結果表 層次 1 2 3 跨 AB BC AB BC AB BC Mmax 層次 4 5 6 跨 AB BC AB BC AB BC Mmax 梁端剪力的調整： 抗震設計中，二級框架梁和抗震墻中跨高比大于 ，其梁端剪力設計值應 按下式調整： V=γ Re[η vb（ M lb +M rb） /ln +V Gb] （ 1）對于第 6 層，