后已排过的设计

河南理工大学本科毕业设计（论文）-固端弯矩计算将框架梁视为两端固定梁计算固端弯矩，计算结果见表3－15表3－15固端弯矩计算AB跨BC跨简图固端弯矩M0＝MJ（KN/m）简图固端弯矩MJ=MK（KN//m）23.69KNN/m×23.69××6.622＝84.55421.84KNN/m×21.84××2.422＝10.44832.94KNN/m×32.94××6.622＝119..5716.98KNN/m×16.98××2.422＝8.1555.4KN/mm×5.4×6..62＝19.6605.4KN/mm×5.4×2..42＝2.5997.2KN/mm×7.2×6..62＝26.1147.2KN/mm×7.2×2..42＝3.466分配系数计算考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如下图3-10所示。切断的横梁线刚度为原来的一倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。例：A柱顶层节点：下柱＝==0.537梁＝==0.463其他节点的分配系数图见图3－11及图3－12。传递系数：远端固定，传递系数为远端滑动铰质，传递系数为－1。弯矩分配：恒载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－11，框架的弯矩见图3－13；活载作用下，框架的弯矩分配计算见图3－12，框架的弯矩见图3－14。在竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒载及活载弯矩图见恒载作用下框架弯矩图及活载用框架弯矩图括号内数值。梁端剪力及柱轴力计算梁端剪力V=Vq＋Vm式中：Vq——梁上均布荷载引起的剪力，Vq＝ql；Vm——梁端弯矩引起的剪力，Vm＝柱轴力N=V+P式中：V——梁端剪力；P——节点集中力及柱自重。图3－11恒载弯矩分配图（KN/m）以AB跨六、七层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。由图3-9，查得梁上均布荷载为：第六层：q＝32.94KN/m集中荷载：98.32KN柱自重：26.24KN第七层：q＝23.29KN/m由图3-13，查得：六层梁端弯矩：ML=103.64（82.91）KN﹒mMr=108.23（86.58）KN﹒m七层梁端弯矩：ML=60.76（48.61）KN﹒mMr=72.41（57.93）KN﹒m括号内为调幅后得数值续图3－11活载弯矩分配图（KN/m）七层梁端剪力VqD＝VqJ＝ql＝×23.29×6.6＝76.86KN调幅前：VmD＝VmJ==-1.77KNVD＝VqD－VmD＝76.86－1.77＝75.09KNVJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.77＝78.63KN调幅后：VmD＝VmJ=＝－1.41KNVD＝VqD－VmD＝76.86－1.41＝75.45KNVJ＝VqJ＋VmJ＝76.86＋1.41=78.27KN图3－12活载弯矩分配图（KN/m）同理第六层梁端剪力：调幅前：VD＝×32.94×6.6＋＝108.01KNVJ＝×32.94×6.6－＝109.40KN调幅后：VD＝×32.94×6.6+＝108.14KNVJ＝×32.94×6.6－＝109.26KN第七层A柱柱顶及柱底轴力：N顶＝V＋P＝73.45＋0＝75.45KNN底＝75.45＋26.24＝102.69KN第六层A柱柱顶及柱底轴力N顶＝75.45＋108.14＋98.32＝281.91KNN底＝281.91＋26.24=308.15KN其它梁端剪力及柱轴力计算见表16，活载作用下梁端剪力及柱轴力见表表3-16恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层数荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBBVmB＝VmCVmA＝－VmBVAVBVB＝VCN顶N底N顶N底776.8626.21-1.77(-1.41)075.0（755.45）78.63（78.27）26.2175.45102.69104.48130.726108.7020.38-0.70（--0.566）0108.00（108.1）109.40（109.26）20.38281.91308.15332.44358.685108.720.38-0.88（-0.70）0107.82（108.0）109.58（109.40）20.38488.23514.47560.54586.784108.7020.38-0.86（-0.69）0107.84（108.0）109.56（109.39）20.38694.56720.8788.63814.873108.7020.38-0.87（-0.70）0107.83（108.0）109.57（109.4）20.38900.88927.121016.7331042.9772108.7020.38-0.75（-0.60）0107.95（108.1）109.45

（109..3）20.381107.31133.5441244.7331270.9771108.7020.38-0.95（-0.76）0107.75（107..9）109.65（109.46）20.381317.4771352.8331476.81512.066注：括号内为调幅后的剪力值。表3-17活荷载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层数荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBBVmA＝VmCVAVBVA＝VBN顶＝N底N顶＝N底717.826.48-0.40(-0.32)017.42(17.5)18.22（18.14）6.4817.524.7623.768.64-4.56(-1.17)023.52(17.5)24（23.95）8.6441.0757.34523.768.64-1.49(-1.20)023.5(23.55)24.02（23.97）8.6464.6290423.768.64-1.33(-1.08)023.5(23.55)24.02（23.97）8.6488.17122.66323.768.64-1.19(-1.00)023.5(23.55)24.02（23.97）8.64111.72155.32223.768.64-1.28(-1.02)023.69(23.7)23.83（23.82）8.64135.42187.79123.768.64-0.87(-0.70)022.7（22.92）24.82（24.6）8.64158.34221.25注：括号内为调幅后的剪力值。3.2.6内力组合(1)框架梁内力组合在恒载和活载作用下，跨间Mvmax可近似取跨中的M代表。Mvmaxql2－式中：M左、M右——梁左、右端弯矩，见图13、14括号内的数值。跨中M若小于ql2，应取M＝ql2。在竖向荷载与地震力组合时，跨间最大弯矩MGE采用数值法计算，如图3-15所示。图中MGA、MGB——重力荷载作用下梁端的弯矩；MGA、MEB——水平地震作用下梁端弯矩；RA、RB——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力。对RB作用点取矩：RA＝－（MGB－MGA＋MEA＋MEB）x处截面弯矩为：M＝RAx－－MGA＋MEA由＝0，可求得跨间Mmax的位置为x1＝将x1代入任一截面x处的弯矩表达式，可是跨间最大弯矩为：Mmax＝MGE＝－MGA＋MEA＝－MGA＋MEA当右震时，公式中的MEA、MEB反号。MEA及x1的具体数值见表18，表中RA、x1、MGE均有两组数值。梁内力组合见表19。表中恒载和活载的组合，梁端弯矩取调幅后的数值（图13、14括号中数值），剪力取调幅前后的较大值，如图16所示，图中M左、M右为调幅前弯矩值。M′左、M′右为调幅后弯矩值。剪力值应取V′左、V′右，具体见表3-16、表3-17。表3-18MGE及X值计算1.2（恒＋00.5活）1.3地震qKN/mMGA（KN·mm）MGB（KN·mm）MEA（KN·mm）MEB（KN·mm）AB跨765.2677.7244.6233.0231.196110.69115.8688.3770.5943.855109.04115.43120.7799.454109.14115.39158.08131.563109.00115.32173.75139.752110.94115.48199.49161.331100.78110.12218.73190.19BC跨724.2224.2226.1826.1829.45620.0520.0556.1756.1724.70520.2320.2379.0779.07420.3420.34104.62104.62320.3820.38111.15111.15220.1720.17128.25..128.25..124.1124.11151.26151.26项项目层次跨L（m）RA（KN）x1（m）MGE（KN·m）AB跨76.689.28/1112.8802.86/3..62106.92//94.4486119.84//168..012.73/3..83141.08//122..565110.37//177..102.52/4..04150.96//128..04499.87/1187.6642.28/4..28162.91//134..41398.25/1191.2252.19/4..36169.26//134..04289.35/1198.6692.04/4..53179.79//139..49181.33/2205.2251.85/4..68192.99//160..70BC跨72.413.52/557.1660.46/1..305.08/-225.5116-36.25//95.553-1.47/33.8736.12/336.1225-57.54//116..82-2.33/44.7358.84/558.8444-62.99//122..27-2.55/44.9584.28/884.2883-63.39//125..60-2.57/55.0890.77/990.7772-77.24//136..52-3.13/55.53108.08//108..081-96.41//155..69-3.90/66.30127.15//127..15注：当x1>l或x1<0时，表示最大弯矩发生在支座处，应取x1=L或x1＝0时，用M=RAx－－MGAMEA计算MGE。表3-19梁内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载=1\*GB3①活载=2\*GB3②地震荷载=3\*GB3③1.2=1\*GB3①＋1.4=2\*GB3②1.2（=1\*GB3①＋00.5=2\*GB3②）±1.3=3\*GB3③7A右M-48.61-11.54±34.32-74.49-20.64-109.877V75.4517.59.04115.04112.79B左M-57.93-13.6825.4-89.09-110.744-44.70V78.2718.149.04119.32116.56B右M-18.02-4.32±20.14-27.671.97-50.40V26.216.4816.7840.5257.15跨中MAB73.5416.79111.75106.9294.48MBC-10.49//7.86-0.432//1.94-13.19//12.152.08-25.516A右M-82.91-18.66±67.98-125.622-22.31-199.066V108.1423.5718.52162.77167.99B左M-86.58-19.9454.3-131.811-186.455-45.27V109.2623.9518.52164.64169.56B右M-14.50-4.42±43.21-23.5936.12-76.23V20.388.6436.0136.55141.0876.45跨中MA94.6119.90141.3936.12122.56MBC-2.27/6.11-3.46/22.59-7.57/10.9636.125A右M-81.62-18.50±92.9-123.84411.73-229.811V108.0023.5525.67162.57177.10B左M-86.26-19.8676.5-131.322-214.888-15.99V109.4023.9725.67164.84179.03B右M-14.64-4.44±60.82-23.8458.83-99.30V20.388.6450.6836.5595.52跨中MDJ95.4220.02142.53150.96128.04MJK6.112.5910.9658.8458.844A右M-81.70-18.50±121.6-123.94448.94-267.222V108.0123.5533.76162.58187.63B左M-86.23-19.86101.2-131.288-246.95516.53V109.3923.9733.76164.83189.54B右M-14.73-4.44±80.48-23.8984.28-124.966V20.388.6467.0736.55116.83跨中MDJ95.4020.02142.51162.91134.41MJK6.112.5910.9684.2884.28续表3-19层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载=1\*GB3①活载=2\*GB3②地震荷载=3\*GB3③1.2=1\*GB3①＋1.4=2\*GB3②1.2（=1\*GB3①＋00.5=2\*GB3②）±1.3=3\*GB3③3A右M-81.58-18.5133.65-123.864.75-282.744V108.0023.5536.54162.57191.23B左M-86.17-19.86107.5-131.211-255.07724.43V109.4023.9736.54164.84193.16B右M-14.76-4.4485.5-23.9390.77-131.533V20.388.6471.2536.55122.27跨中MAB95.4920.02142.62169.26134.04MBC6.112.5910.9690.7790.772A右M-83.13-18.64153.45-125.85588.55-310.433V107.9523.742.05162.72198.43B左M-87.10-18.26124.1-130.088-276.81145.85V109.4523.8242.05164.69200.30B右M-14.27-5.0798.65-24.22108.08-148.411V20.388.6482.2136.55136.51跨中MA94.2520.75142.15179.79139.49MBC6.112.5910.96108.08108.081A右M-77.35-13.26168.25-111.388117.95-319.500V107.7522.9247.66160.79205.01B左M-82.35-18.83146.3-125.188-300.31180.07V109.6524.647.66166.02208.30B右M-17.58-5.02116.35-28.12127.15-175.366V20.388.6496.9636.55155.69跨中MAB99.5123.16151.84192.99160.70MBC6.112.5910.96127.15127.15①表中弯矩单位为KN·m，剪力单位为KN；②表中跨中组合弯矩未填处未跨间最大弯矩发生在支座处，其值与支座正弯矩组合值相同。②框架柱内力组合框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果见表20及表21。表20及表21中，系数β时考虑计算截面以上各层活荷载不总是同时满足二对楼面均布活荷的一个折减系数，称为活荷载按楼层的折减系数，其取值见表3-22。表3-22活荷载按楼层的折减系数β墙、柱、基础计计算、截面以上的层数数12～34～56～89～20>20计算截面以上各各楼层活荷载总和的折折减系数1.00（0..9）0.850.700.650.600.55表3-20A柱内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载=1\*GB3①活载=2\*GB3②地震荷载=3\*GB3③1.2=1\*GB3①＋1.4=2\*GB3②1.2（=1\*GB3①＋00.5=2\*GB3②）±1.3=3\*GB3③7柱顶M60.7614.7334.3293.1136.95126.19N75.4517.59.04115.0489.29112.79柱底M-54.21-12.0218.48-81.88-48.24-96.29N102.6917.59.04147.73121.98145.486柱顶M49.4311.3149.575.151.75130.45N281.9141.0727.56395.79327.11398.76柱底M-50.86-11.5633-77.22-25.07-110.877N308.1541.0727.56427.28358.59430.255柱顶M51.1811.5659.977.6-9.52146.22V488.2364.6253.23676.34555.45693.85柱底M-51.06-11.5649-77.46-4.51-131.911N514.4764.6253.23707.83586.94725.344柱顶M51.0611.5672.677.46-26.17162.59N694.5688.1786.99956.91773.29999.46柱底M-51.22-11.5659.4-77.658.82-145.622N720.8088.1786.99988.40804.781030.9553柱顶M50.7611.5674.2577.10-28.68164.37N900.88111.72123.531237.466987.501308.688柱底M-48.72-11.3674.25-74.3731.25-161.811N927.12111.72123.531268.9551018.9991340.1772柱顶M55.1911.9479.2082.94-29.57176.35N1107.3135.42165.581518.3551194.7661625.277柱底M-63.26-11.7179.20-92.3120.02-185.900N1133.544135.42165.581549.8441226.2551656.7551柱顶M33.424.8689.0546.91-72.75158.79N1317.477158.34213.241802.6441398.7661953.188柱底M-16.71-2.43158.30-23.45184.28-227.3N1352.833158.34213.241845.0771441.1991995.611注：表中弯矩单位为KN·m，轴力单位为KN。3.2.7截面设计（1）承载力抗力调整系数γRE考虑地震作用时，结构构件的截面设计采用下面的表达式：S式中：γRE——承载力抗震调整系数，取值见表23；S——地震作用效应或地震作用效应与其它荷载效应的基本组合；R——结构构件的承载力。表3-21B柱内力组合表层次位置内力荷载类型竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载=1\*GB3①活载=2\*GB3②地震荷载=3\*GB3③1.2=1\*GB3①＋1.4=2\*GB3②1.2（=1\*GB3①＋00.5=2\*GB3②）±1.3=3\*GB3③7柱顶M-49.88-11.745.54-76.24-126.088-7.67N104.4824.77.74159.96130.13150.26柱底M46.199.8630.3669.23100.8121.88N130.7224.77.74191.44161.62181.756柱顶M-43.88-9.5467.15-66.01-145.68828.92N332.4457.3425.23479.20400.53466.13柱底M44.659.6454.9567.08130.80-12.07N358.6857.3425.23510.69432.02497.625柱顶M-44.91-9.6482.37-67.39-167.15547.41V560.549050.24798.65661.34791.96柱底M44.699.6476.0367.12158.25-39.43N586.789050.24830.14692.82823.454柱顶M-44.69-9.64105.65-67.12-196.76677.93N788.63122.6683.551118.088911.341128.577柱底M44.789.6485.7567.23170.99-51.96N814.87122.6683.551149.577942.831160.0663柱顶M-44.48-9.64107.25-66.87-198.59980.27N1016.733155.32118.261437.5221159.5331467.011柱底M42.9811.98107.2568.35198.19-80.66N1042.977155.32118.261469.0111191.0221498.5332柱顶M-48.05-4.50115.50-63.96-210.51189.79N1244.733187.79158.421756.5881400.4001812.300柱底M54.7211.73115.5082.09222.85-77.45N1270.977187.79158.421788.01431.8991843.7881柱顶M-27.25-5.54147.15-40.46-227.322155.27N1476.8221.25207.722081.9111634.8772174.955柱底M13.632.77211.7520.23293.29-257.266N1512.066221.25207.722124.2221677.1992217.266注：表中弯矩单位为KN·m，轴力单位为KN。注意：在截面配筋时，组合表中与地震力组合的内力均应乘以γRE后再与静力组合的内力进行比较，挑选出最不利内力。表3-223承载力抗抗震调整系系数γRE材料结构构件受力状态γRE钢筋混凝土梁受弯0.75轴压比小于0..15的柱偏压0.75轴压比大于0..15的柱偏压0.80抗震墙偏压0.85各类构件受剪、偏拉0.85（2）横向框架梁截截面设计以第一层梁为例例，梁控制制截面的内内力如图17所示。图图中M单位为KN·m，V的单位为KN。图3-17第第一层梁内内力示意混凝土强强度等级为为C25（fcm＝13.55N/mmm2，fc＝12.55N/mmm2），纵筋筋为Ⅱ级（fy＝310N/mmm2），箍筋筋为Ⅰ级（fy＝210N/mmm2）。①梁的正截面强度度计算（见见表24）；②梁的斜截面强度度计算；为了防止止梁的弯曲曲屈服前先先发生剪力力破坏，截截面设计时时，对剪力力设计值进进行如下调调整：ν＝ην（Mbν＋Mbr）/Ln＋VGbb式中：ην———剪力增大大系数，对对三级框架架取1.0；Ln——梁的净跨，对第第一层梁LnAB＝6.1m，LnBC＝1.9m；VGb——梁梁在重力荷荷载作用下下，按简支支梁分析的的梁端截面面剪力设计计值。VVGb＝1.2（q恒＋0.5qq活）－LnMbν、Mbr——分别为梁的左右右端顺时针针方向或逆逆时针方向向截面组合合的弯矩值值。由表19得:AB跨：顺时针针方向Mbν＝117..95KKN·m；MMbr＝-300..31KKN·m逆时针方向Mbν＝－3199.50KN·mm；Mbr＝80.007KN··mBC跨：顺时针针方向Mbν＝127..15KKN·m；Mbr＝－1755.36KKN·m逆逆时针方向向MMbν＝－1277.15KN·mm；Mbr＝175..36KKN·m计算中Mbν＋＋Mbr取顺时针针方向荷逆逆时针方向向中较大者者。剪力调整整：AB跨：Mbνν＋Mbr＝117..95＋300..31=4418.226KNN·m>319..50+80.007=399..57KKN·mVGbb＝（32..94+00.5×77.2）×1.22××6..1＝133..74KKNBC跨：Mbbν＋Mbr＝127..15＋175..36=3302.551KN··mVGbb＝（16..98＋0.5××7.2）×1.22××1..9＝23.466KN··mVAA右＝VB左＝＋133..74＝205..74KKNVB右＝＝＋23.466＝190..66KNN考虑承载力抗震震系数γRE＝0.855γREVD右＝γREVJ左＝0.855×2055.74＝＝174..88KKNγREVJ右＝0.855×1900.66＝＝162..06KKN调整后的剪力值值大于组合合表中的静静力组合剪剪力值，故故按调整后后的剪力值值进行斜截截面计算。斜截面计计算见表3-255表3-25梁梁的斜截面面强度计算算截面支座A右支座B左支座B右设计剪力V′（KN）205.01208.30127.15γREV′（KKN）174.26177.06108.08调整后V（KNN）205.74205.74190.66γREV（KNN）174.88174.88162.06b×h0（mm）250×5655250×5655250×56550.2fcbhh0（KN）353.13>>V353.13>>V353.13>>V箍筋直径ф（mmm）肢数（n）n＝2，ф8n＝2，ф8n＝2，ф8AsV1（mm）50.350.350.3箍筋间距S（mmm）10010080Vcs＝0.0556fccbh0+1.22fyvh0242.11>>γREV242.11>>γREV179.54>>γREVρ＝（％）0.4020.4020.503ρsvmin＝00.03（％％）0.1790.1790.179根据国内对低周周反复荷载载作用下钢钢筋混凝土土连续梁荷荷悬臂梁受受剪承载力力试验，反反复加载使使梁的受剪剪承载力降降低，考虑虑地震作用用的反复性性，表中公公式将静力力荷载作用用下梁的受受剪承载力力公式乘以以0.8的降低系系数。（3）柱截面设计以第一、二层BB柱为例，对对图18中的Ⅰ-Ⅰ、Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面进行行设计。混凝土为C255，fc＝12.55N/mmm2,fcm=13.55N/mmm2,纵筋为Ⅱ级fy＝310N/mmm2，箍筋为Ⅰ级。轴压比验算表3-25轴压压比限值类型抗震等级一二三框架柱0.70.80.9框支柱0.60.70.8由B柱内力组合表221查得：NⅠ-1=18433.78KNμc＝＝＝0.59<0..9NⅡ-Ⅱ＝2174.955KNμc＝＝＝0.696<00.9NⅢ-Ⅲ＝2217.266KNμc＝＝＝0.709<00.9均满足轴压比限限值得要求求。①正截面承载力得得计算框架结构得变形形能力与框框架得破坏坏机制密切切相关，一一般框架，梁梁的延性远远大于柱子子，梁先屈屈服可使整整个框架由由较大的内内力重分布布和能量消消耗能力，极极限层间位位移增大，抗抗震性能较较好。若柱柱形成了塑塑性铰，则则会伴随产产生极大的的层间位移移，危及结结构承受垂垂直荷载的的能力并可可能使结构构成为机动动体系。因因此，在框框架设计中中，应体现现“强柱弱梁”三级框架:1..1式中：——节点点下柱端顺顺时针或反反时针截面面组合底弯弯矩设计值值之和；———节点左、右右梁端反时时针或顺时时针方向截截面组合底底弯矩设计计值之和。地震往复作用，两两个方向的的弯矩设计计值均应满满足要求，当当柱子考虑虑顺时针弯弯矩之和时时，梁应考考虑反时针针方向弯矩矩之和，反反之亦然。若若采用对称称配筋，可可取用两组组中较大者者计算配筋筋。由于框架结构的的底层柱过过早出现塑塑性屈服，将将影响整个个结构的变变形能力。同同时，随着着框架梁铰铰的出现，由由于塑性内内力重分布布，底层柱柱的反弯点点具有较大大的不确定定性。因此此，对一、二二、三级框框架《抗震震规范》规规定：其底底层柱下端端截面的弯弯矩设计值值，应乘以以增大系数数1.5。第一层梁与B柱柱节点的梁梁端弯矩值值由美丽组组合表19查得。：左震3000.31++127..15＝427..46KKN·m右震80.007+1775.366＝255..43KKN·m取＝427.46KN·mm第一层梁与B柱柱节点得柱柱端弯矩值值由内力组组合表21查得。：左震2222.85++227..32=450..17KKN·m右震77..45+1155.227＝232..72KKN·m梁端取左震，也也应取左震震：＝450.17KN·mm<1.11＝1.1××427..46=4470.221KNN·m取ˊ＝470.21KN·mm将与ˊ得差值按柱得弹弹性分析弯弯矩值之比比分配给节节点上下柱柱端（即Ⅰ-Ⅰ、Ⅱ-Ⅱ截面）：：McⅠ-Ⅰ＝×（470.21－－450..17）＝＝9.922KN··mMcⅡ-Ⅱ＝×（470.21－－450..17）＝＝10.112KNN·mMcⅠ-Ⅰ＝222.85++9.922＝232..77KNN·mMcⅡ-Ⅱ＝227.32++10.112=2337.444KN··m对底层柱底（ⅢⅢ-Ⅲ截面）的的弯矩设计计值应考虑虑增大系数数1.5。McⅢ-Ⅲ＝＝293..29×11.5＝439..94KKN·m根据B柱内力组组合表21，选择最最不利内力力，并考虑虑上述各种种调整及承承载力抗震震调整系数数后，各截截面控制内内力如下：：Ⅰ-Ⅰ截面：①M＝2232.777×0..8＝186..22KKN·mN＝14311.89××0.8＝11455.51KKN②M＝82.009KNN·mN＝17888.07KKNⅡ-Ⅱ截面：①M=2237.444×0..8=1889.955KN··mN＝16344.87××0.8＝13077.90KN②M＝40.446KN··mN＝20811.91KKNⅢ-Ⅲ截面：①M＝4439.994×0..8＝351..95KKN·mN＝16777.19××0.8＝13411.75KN②M＝20.223KNN·mN＝21244.22KN截面采用对称配配筋，具体体配筋计算算见表27，表中：：e0＝ea＝0..12（0.3hh0－e0），当e0h0时取ea＝0ei＝e00＋eaξ1＝0.2＋2.771ξ2＝1.15－0..011，当<15时取ξ2＝1.0η＝1＋（）2ξ1ξ2e＝ηei＋0.5h－assξ＝（大偏心受压）ξ＝（小偏心受压）As＝Asˊ＝（大偏心受压）As＝Asˊ＝（小偏心受压）上述各式中：e0——轴向力对截面行行心的偏心心距；ea——附加偏心距；ei——初始偏心距；ξ1——偏心受压构件的的截面曲率率修正系数数；ξ2——考虑构件长习比比对截面曲曲率的影响响系数；η——偏心距增增大系数；；e——轴力作用点到受受拉钢筋合合力点的距距离；ξ——混凝土相相对受压区区高度；As、Asˊ——受拉、受受压钢筋面面积。表3-27柱正正截面受压压承载力计计算截面Ⅰ-ⅠⅡ-ⅡⅢ-ⅢM（KN·m）186.2282.09189.9540.46351.9520.23N（KN）1145.5111788.0771307.92081.9111341.7552124.222L0（mm）3300×1..25＝412554850×1＝＝48500bh0（mm22）500×4655500×4655500×4655e0（mm）162.5745.90145.2319.43262.319.520.3h0（mmm）139.5139.5139.5ea（mm）011.23014.42015.60ei（mm）162.5757.13145.2333.85262.3125.12L0/h8.259.79.7ξ11.00.5321.00.3971.00.346ξ21.01.01.01.01.01.0η1.1391.2111.2151.3671.1191.413ηei（mm）185.1769.18176.4546.27293.5235.95e（mm）400.17284.18391.45261.27508.52250.95ξ(ξb=0.544))0.3650.5700.4170.6630.4270.677偏心性质大偏心小偏心大偏心小偏心大偏心小偏心As＝Asˊ（mm2）172.06<0228.92<01438.477<0选筋4φ184φ254φ25+2φ222实配面积（mmm2）101727242724ρ％0.872.342.34②斜截面承载能力力计算以第一层柱为例例，剪力设设计值按下下式调整：：Vc＝1.1式中：Hn———柱净高；；———分别为柱柱上、柱下下端顺时针针或反时针针方向截面面组合的弯弯矩设计值值。取调整整后的弯矩矩值，一般般层应满足足＝1.1，底底层柱底应应考虑1.5的弯矩增增大系数。由正截面计算中中第Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控控制内力得得：Mcu＝237.44KN·mMMcl＝439..94KKN·mHn＝4.4mVc＝1.1××＝169..35KKN柱得剪力承载力力能力：V＝＝（fcbh0＋fyvh0＋0.0556N）式中：λ——框框架得计算算剪跨比。λ＝，当<1时，取λ＝1；当λ>3时，取λ＝3；N——考虑地震震作用组合合的框架柱柱轴向压力力设计值，当N>0.3fcA时，取N＝0.3fcA0。λ＝＝＝＝4.733>3，取λ＝3.0N＝11634..87KKN>0.3ccA=0..3×122.5×5500×5500＝937..5KNN取937..5KNN设柱箍筋为4肢肢φ8＠150，则：V＝×（×12.5×5500×4465＋210×4465＋0.056×9937.55×1033）＝337.43KN>>1699.35KKN同时柱受剪力，截截面应符合合如下条件件：Vc＝＝（0.2＋fcbh0）即×（0.2×12..5×5000×4665）＝683..82KNN>1669.355KN（4）节点设计根据地震震害分分析，不同同烈度地震震作用下钢钢筋混凝土土框架节点点的破坏程程度不同，7度地震时时，未按抗抗震设计的的多层框架架结构节点点较少破坏坏，再8度地震时时，部分节节点，尤其其时角柱节节点产生严严重震害。因因此，对不不同的框架架，应有不不同的节点点承载力和和延性要求求。《建筑筑结构抗震震规范》（GBJ111－89）规定，对对一、二级级抗震等级级的框架节节点必须进进行受剪承承载力计算算，而三级级抗震等级级的框架节节点，仅按按构造要求求配筋，不不再进行受受剪承载力力计算。3.2.8构造要求求由于影响地震作作用和结构构承载力的的因素很复复杂，在对对地震破坏坏的机理还还不十分确确定的情况况下，对结结构的许多多方面难以以做出准确确的计算，因因此依据大大量的实际际工程经验验及震害调调查资料，《建建筑结构抗抗震规范》（GBJ11-89）提出了一系列合理的结构构造措施以保证结构的抗震能力。（1）梁的构造①截面尺寸框架梁的截面一一般由三个个条件确定定；①最小构造造截面尺寸寸要求；②抗剪要求求；③受压区高高度的限值值。框架梁的截面高高度hb一般按（1/8～1/12）lb（lb为梁的计计算跨度）估算，且且不宜大于于1/4净跨，梁梁的高宽比比bb/hb较小时，混混凝土抗剪剪能力有较较大降低，同同时梁截面面宽度不宜宜小于200mmm和1/2bc（bc为柱宽），梁截面面的最小尺尺寸还应满满足竖向荷荷载作用下下的刚度要要求。为防止梁发生斜斜压破坏，保保证混凝土土具有一定定的抗剪承承载力和箍箍筋能够发发挥作用，梁梁截面应满满足抗剪要要求：非抗震设计当hw/b≤4时，V≤0.255fcbh0当当hw/b≥6时，V≥0.20ffcbh0当当4<hw/b<6时，按按直线内插插法取用。抗震设计VV≤1/γRE（0.200fcbh0）式中hw——截面的腹板高度度，矩形截截面取有效效高度h0，T形截面取取有效高度度减去翼缘缘高度，Ⅰ形截面取取腹板净高高。为便框架具有足足够的变形形能力，梁梁的受压区区高度应满满足：非抗震设计xx≤ξh0抗震设计一级xx≤0.255h0二级xx≤0.355h0梁的变形能力主主要取决于于梁端的塑塑性转动量量，而塑性性转动量主主要与混凝凝土相对受受压区高度度有关。试试验表明，当当x/hh0在0.25～0.35范围内时时，梁的位位移延性系系数可达3～4。在计算算相对受压压区高度时时，可考虑虑受压钢筋筋的作用。（2）梁的纵向钢筋筋非抗震设计时：：纵向受拉筋的最最小配筋度度min支座截面ρmin=00.25%%跨中截面ρmin=00.20%%在梁端至少配置置2Φ12钢筋伸入入支座，或或与支座负负钢筋搭接接，搭接长长度为为1.2la（la见表6-28）。顶层框架梁的端端节点负钢钢筋应伸入入边柱内，伸伸入总长度度不应小于于1.2la,而且其中中至少有50%的钢筋伸伸过过梁底底面1.2la,其它层框框架梁端节节点负钢筋筋内应省如如边柱内，伸伸入总长度度不应小于于la.梁支座截面下部部至少有两两根钢筋伸伸入柱中，伸伸入总长度度不少于20d，若需要要上弯，则则水平锚固固段不应小小于10d.表3-23纵向向受拉筋的的最小锚固固长度表lla(mmm)钢筋类型混凝土强度等级级C15C20C25≥C3040d30d25d20d月牙纹Ⅱ级钢筋50d40d35d30dⅢ级钢筋—45d40d35d冷拔低碳钢丝250注：1.当月牙纹纹钢筋直径径d>255mm时，其其锚固长度度按表中数数值增加5d采用；2.当螺纹钢钢筋直径dd≤25mmm时，其锚锚固长度按按表中数值值减少5d采用；3.在任何情况下，纵纵向受拉钢钢筋的锚固固长度不应应小于250mmm。⑤梁支座负钢筋至至少字柱边边起延长lln/4（ln为梁的的净跨）方方可截断。非抗震设计时，纵纵向钢筋固固要求见图图23抗震设计时：纵向受拉钢筋配配筋率不应应大于2.5%，也不应应小于表24中的数值值。表3-24抗震震设计时，框框架梁纵向向受拉钢筋筋最小配分分率抗震等级支座跨中一0.400.30二0.300.25三、四0.250.20②考虑到水平力产产生的剪力力在框架梁梁总剪力中中占的比例例很大，且且水平力往往复作用下下，梁中剪剪力反号，反反弯点移动动的因素，在在框架梁中中不采用弯弯起钢筋，梁梁中全部剪剪力由箍筋筋和混凝土土共同承担担。梁截面上部和下下部至少分分别配置两两根贯通全全跨的钢筋筋，一、二二级框架梁梁其直径不不小于14mm，且不应应小于梁端端顶面和底底面纵向钢钢筋中较大大截面积的的1/4，三、四四级框架梁梁纵筋直径径不小于12mm。③在地震反复荷载载作用下，梁梁中纵向钢钢筋埋入柱柱节点的相相当长度范范围内，混混凝土与钢钢筋的粘结结力易发生生破坏，因因此，应比比非抗震框框架的锚固固长度大。一级框架laE=la+10dd二级框架laE=la+5d三、四级框架laE=la④一、二级框架梁梁纵向钢筋筋应伸过边边柱节点中中心线。当当纵向钢筋筋在节点水水平锚固长长度不够时时，应沿柱柱节点外边边向下弯折折。试验表表明，伸入入支座弯折折锚固的钢钢筋，锚固固力由弯折折钢筋水平平段的粘结结强度和垂垂直段的弯弯折锚固作作用所构成成。水平段段的粘结，是是构成锚固固的主要成成份，它控控制了滑移移和变形，在在锚固中起起很大作用用，故不应应小于0.455laE。垂直直段只在滑滑移变形较较大时才受受力，要求求垂直段不不小于10d，因随垂垂直段加长长，其作用用相对减小小，故限制制最大垂直直段长度为为22d，纵向钢筋的接头头，一级框框架中应采采用焊接；；二级框架架中宜采用用焊接。梁端部纵向受压压钢筋与受受拉钢筋面面积的比值值As’/As,一级框架架不应小于于0.5，二、三三级框架不不应小于0.3。因梁端端部的底面面和顶面纵纵向钢筋钢钢筋配筋量量的比值，对对梁的变形形能力有较较大影响。一一方面，梁梁底面钢筋筋可增加负负弯矩时塑塑性转动能能力；另一一方面，防防止正弯矩矩作用时屈屈服过早或或破坏过重重而影响负负弯矩作用用是强度和和变形能力力的正常发发挥。抗震设计时，框框架梁纵向向钢筋锚固固要求见图图24。（3）梁的箍筋非抗震设计时：：当梁中配有计算算所需受压压筋时，箍箍筋应为封封闭形式；；当一层内内纵向钢筋筋多于三根根时，应设设置复合箍箍筋，当梁梁宽〈400，且一层层内的纵向向受压钢筋筋不应多于于四根时，可可不设置复复合箍筋。①箍筋配筋率ρssv≤0.022fc/fyv②箍筋的间距，在在绑扎骨架架中不应大大于15d，在焊接接骨架中不不应大于20d,并应满满足表25要求。表3-25非抗抗震设计时时框架梁箍箍筋最大间间距（mmm）VVh>0.07fcch0≤0.07fcch0150<h≤300150200300<h≤500200300500<h≤800250350H>800300500④在梁中纵向钢筋筋搭接长度度范围内，当当搭接钢筋筋为受拉时时，箍筋间间距不应大大于5d，且不应应大于100；当搭接接钢筋为受受拉钢筋为为受压时，箍箍筋间距不不应大于10d，且不应应大于200（d为纵筋最最小直径）。抗震设计时：箍筋应做1355o弯钩，弯弯钩端头直直段长度不不应小于10d（d为箍筋直直径）。根据试验和震害害调查，发发现梁端破破坏主要集集中杂1.5～2.0倍梁高的的范围内。为为保证梁具具有足够的的延性，提提高塑性铰铰区压区混混凝土的极极限压应变变值，并防防止塑性铰铰区最终发发生斜裂缝缝破坏，在在梁端纵筋筋屈服范围围内，加密密封闭式箍箍筋，对提提够梁的变变形能力十十分有效。同同时，为防防止压筋过过早压曲，应应限制箍筋筋间距。试试验表明，当当纵向钢筋筋屈服区内内配置箍筋筋间距小于于6d～8d(dd为纵向钢钢筋直径))时，在压压区混凝土土彻底压溃溃前，压筋筋一般不会会发生压曲曲现象，能能充分发挥挥梁的变形形能力。为为此规定了了梁的加密密区长度，箍箍筋最大间间距及最小小直径，如如表3-26所示。表3-26梁梁加密区长长度、箍筋筋最大间距距及最小直直径（mmm）抗震等级加密区长度（取取较大值）箍筋最大间距（取取较小值）箍筋最小直径一2hb,5000hb/4,6d,1100φ10二1.5hb,5500hb/4,8d,1100φ8三1.5hb,5500hb/4,8d,1150φ8四1.5hb,5500hb/4,8d,1150φ6注：d为纵筋直直径，hb为梁高。非加密区箍筋间间距不应大大于hb/2，bb及250mmm加密区箍筋的肢肢距，一、二二级不应大大于200mmm,三、四四级不宜大大于200mmm。纵向钢钢筋每排多多于4根时，每每隔一根宜宜用箍筋或或拉筋固定定，梁端第第一箍筋距距柱边一般般为50mm沿梁全长，箍筋筋的配筋率率ρsv不应小小于下列规规定：一级抗震0..035ffc/fyv二级抗震0..030ffc/fyv三、四级抗震0.0225fc/fyv（2）柱的构造柱截面尺寸框架柱截面尺寸寸一般由三三个条件确确定：最小构造截面尺尺寸要求；；轴压比的要求抗剪要求。由构造要求，框框架柱截面面高度hc不宜小于400，柱截面面宽度bc不宜小于300mmm；hc/bc不应超过1.5，应尽量量采用方柱柱。由于短柱的延性性较差，容容易产生见见切破坏，故故柱净高Hc与柱截面面在边长hhc之比不宜宜小于4。若实际际工程中避避免不了的的短柱，应应采取构造造措施，提提高柱的延延性及抗剪剪能力。当轴力过大时，柱柱的延性减减小，易产产生脆性破破坏，所以以柱的竖向向荷载和地地震作用组组合下的轴轴力应满足足轴压比μc的