【正文】 ξ1=6002/（103）==又l0/h15，取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72560/1400/=ηei===560=198mm,故為小偏心受壓。m此組內(nèi)力是非地震組合情況，且無水平荷載效應，故不必進行調整。ξ1=6002/（103）=取ξ1=又l0/h15，取ξ2=得η=1+ l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+72560/1400/=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=。m，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。Mc=（KN柱的剪跨比和軸壓比驗算柱號層次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（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Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 0 4Ф22Ф22(2724) 加密區(qū)四肢 Ф880非加密區(qū)四肢Ф8100BC跨間 4Ф25(1964)2支座A0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)3支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)四肢Ф8100非加密區(qū)四肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)4支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)5支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)6支座A 0 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150Bl 0 4Ф22Ф22(2724)AB跨間 2Ф22Ф22(1742)支座Br 4Ф22Ф22(2724)加密區(qū)雙肢Ф8100非加密區(qū)雙肢Ф8150BC跨間 4Ф25(1964)二、框架柱：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。箍筋配置，滿足構造要求。（2）、驗算是否需要計算配置箍筋： =300665=V=182700N 可知，需按構造配箍。梁斜截面受剪承載力計算：（1）、驗算截面尺寸： hw=h0=665mm hw/b=665/300=4,屬厚腹梁。（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(66535) ]/ ξ=1（12αs）1/2=可近似取, As=M/fy/(h0a,)=106/310/（66535）= 實配鋼筋4Ф22Ф22，As=2724 mm2 支座Bl上部：As=M/fy/(h0a,)=106/310/（66535）= mm2 實配鋼筋4Ф22Ф22，As=2724 mm2。ρ=1742/300/665=%ρmin=%，滿足要求。m屬第一類T形截面?？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==2600mm，梁內(nèi)縱向鋼筋選II級熱扎鋼筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=ha=70035=665mm，因為fcm bf，hf，（ h0 hf，/2）=2600100（665100/2）=m 支座Bl：Mmax= KN梁的最不利內(nèi)力：經(jīng)以上計算可知，梁的最不利內(nèi)力如下： 跨間： Mmax= KN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6層，按《抗震規(guī)范》，無需調整。 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。第3層，柱頂軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/。 柱底軸壓比[uN] = N/Ac fc=103/，無需調整。六、框架柱的內(nèi)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(nèi)力SGk調幅后SQk調幅后SEk（1）SEk（2）γRe[（SGk+）+] ++MmaxMM12NNminNmax6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 N 柱底M N 2柱頂M N 柱底M N 1柱頂M N 柱底M N 橫向框架B柱彎矩和軸力組合層次截面內(nèi)力SGk調幅后SQk調幅后SEk（1）SEk（2）γRe[（SGk+）+] ++MmaxMM12NNminNmax6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 N 柱底M N 2柱頂M N 柱底M N 1柱頂M N 柱底M N 七、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。m V=γRe[ηvb（M lb +M rb）/ln +V Gb]=[2+]= KN右震：M lb= M rb=m M rb=m M rb=mγREMmax== KNm MB=mγReMmax== KNm MB= 計算理論：根據(jù)梁端彎矩的組合值及梁上荷載設計值，由平衡條件確定。ηvb梁端剪力增大系數(shù)?？蚣芰簝?nèi)力組合：本方案考慮了三種內(nèi)力組合，+， SGk + SQk+。M）四、梁端剪力和柱軸力的計算：恒載作用下：例：第6層：荷載引起的剪力：VA=VB=（+）/2= KN VB=VC=（+）= KN本方案中，彎矩引起的剪力很小，可忽略不計。m）三、內(nèi)力計算：梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結構和荷載均對稱，故計算時可用