梁柱计算—内力组合,梁柱配筋计算(附表)
框架柱配筋计算表(excel公式)
0.55
0.55
0.55
0.55
0.55
0.55
实际受压区高度
ξ=N/α1fcbh0
0.43
0.50
0.41
0.47
0.48
0.43
0.46
0.52
0.42
0.48
0.56
0.43
偏心性质(ξ与ξb比较)
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
大偏心
小偏心
大偏心
大偏心受压计算
ξ As=As'(mm²)
1964.00
1964.00
实际配筋率
ρ×100%
1.72
1.72
1.72
1.72
1.72
1.72
2.69
2.69
2.69
2.69
2.69
2.69
最大配筋率
ρmax×100%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
5%
最小配筋率
ρmin×100%
0.60%
0.60%
0.60%
0.60%
0.60%
1.00 1.66 275.33
1.00 1.63 278.62
1.00 1.56 287.75
1.00 2.33 242.23
1.00 2.64 235.90
1.00 1.73 269.24
1.00 2.85 231.83
1.00 2.05 251.07
系数α1(≤C50,取1.0)
1.00
框架柱配筋计算表
初始偏心 矩
e=系ei数+hα/21-(a≤或Ca5'0(,m取m) 系数β1(.≤0)C50,取
0.8)
界限受压 区高度
实际受压 区高度
偏心性质(ξ与ξb比
较)
大偏心受
压计算
ξ
As=As'(mm
²)
小偏心受
压计算
ξ
As=As'(mm
²)
大偏心 0.22 -230.36
／ ／
大偏心 0.23 -361.60
设计弯矩 M(kN·m) 28.70
15.26
30.19
28.73
设计轴力 计算长度
柱截面
N(kN) L=1.0H(底
层)(mm) L=1.0H(其 他层)(mm) 截面宽度
b(mm) 截面高度
h(mm)
400.48 5850.00
350.00 400.00
422.48 5850
350.00 400.00
e=系ei数+hα/21-(a≤或Ca5'0(,m取m) 系数β1(.≤ 0)C50,取 0.8)
ξb=β 界限受压 1/(1+fy/E
区高度 sεcu)
256.66 1.00 0.80
0.52
221.11 1.00 0.80
0.52
260.39 1.00 0.80
0.52
237.23 1.00 0.80
截面有效 高度
砼强度设 计值
钢筋强度 设计值
钢筋弹性 模量
截面重心 偏心矩
附加偏心 矩
初始偏心 矩
e=系ei数+hα/21-(a≤或Ca5'0(,m取m) 系数β1(.≤0)C50,取
柱的配筋计算表
minbh
实际配筋 全部纵向钢筋 选用钢筋 面积 最小配筋面积 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 14 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 1231 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880 880
1.00 70.48 102.04 1.10 12.51 128.46 1.00 70.48 102.04
As=As（mm） Amin=ρ -255.83 -231.57 -255.83 -243.28 -305.55 -636.40 -751.31 -734.50 -920.84 287.25 132.26 287.25 521.79 251.25 -534.08 -75.16 -402.14 -452.49 189.42 -337.54 189.42 577.77 -38.77
e0=M/N 308.61 202.13 308.61 381.27 321.04 246.02 164.53 112.23 37.75 185.43 117.37 185.43 261.52 176.79 78.45 98.13 30.20 98.13 120.71 33.91 120.71 311.28 80.10
416.18 -101.38 432.95 265.27 278.41 386.15 278.41 656.71 958.97 656.71 387.76 675.89 -63.98 -5.01 16.25 -9.16 16.25 -68.96 -4.26 -68.96 85.69 21.4
绝对准确 梁 板 柱 剪力墙钢筋配筋 验算公式表
98.45
40.36
0.00
165.68
80.39
0.00
56.55
300300ຫໍສະໝຸດ 300 2000300
300
300
300
120 600 35 565 14.3 1.43 360 1 0.07 0.71 0.57 0.35 678 4 18 1018 0.15 0.60 600 35 565 14.3 1.43 360 1 0.03 0.74 0.53 0.35 270 4 18 1018 0.15 0.60 4 600 35 565 14.3 1.43 360 1 1733.16 0.00 0.75 0.50 0.35 0 18 1018 0.15 0.60 4 600 35 565 14.3 1.43 360 1 1733.16 0.12 0.69 0.62 0.35 1181 18 1018 0.15 0.60 4 600 35 565 14.3 1.43 360 1 0.06 0.72 0.56 0.35 548 18 1018 0.15 0.60 4 600 35 565 14.3 1.43 360 1 0.00 0.75 0.50 0.35 0 18 1018 0.15 0.60 4 400 35 365 14.3 1.43 360 1 0.10 0.70 0.60 0.35 614 18 1018 0.23 0.93
0.25
0.25
0.25
0.25
0.25
0.25
0.25
截面 M（kN· m）地震 设计弯矩 组合已考 虑γ re) 截面宽度 （mm) 翼缘截面 宽度 bf(mm) 梁截面 翼缘截面 高度 hf(mm) 截面高度 h（mm) 保护层 as +d/2 截面有效 h0=h高度 as(mm) fc(N/ 砼强度设 计值 mm2) ft(N/ mm2) fy(N/
柱、梁钢筋计算公式
一、柱纵筋计算（直径不变的情况）柱纵筋长度=基础内长度+楼层长度+顶层伸入长度1、基础内长度计算方法：h j-c＞l aE，(h j-c)+max(6d，150)h j-c≤l aE，(h j-c)+15d其中h j：基础高度，c：保护层厚度，d：纵筋直径2、楼层长度计算方法：楼顶标高-基础顶标高-顶层梁高3、顶层伸入长度计算方法：（1）边角柱内侧、中柱纵筋梁高- c≥l aE，l aE梁高- c≤l aE，(梁高- c)+12d（2）边角柱外侧纵筋(梁高- c)+(h c-c)≤1.5l aE，1.5 l aE(梁高- c)+(h c-c)＞1.5 l aE，max(1.5 l aE，梁高-c+15d)其中：hc：柱宽，c：保护层厚度，d：纵筋直径二、柱箍筋计算1、加密区长度：（1）柱根加密：Hn/3，Hn为首层净高（即首层顶标高-基础顶标高-首层梁高）（2）梁内加密：梁高（3）梁侧加密：max（Hn/6，hc，500），Hn为所在层净高2、非加密区长度：楼顶标高-基础顶标高-加密区长度之和3、根数计算：（1）加密区根数=加密区长度÷加密区间距，结果向上取整+1（2）非加密区根数=非加密区长度÷非加密区间距，结果向上取整-14、单根箍筋长度：外箍(b-2c+h-2c)×2+1.9d*2+2×max(10d，75)内箍[(h-2c-∑D)÷(n-1)×（m-1）+∑Dg+b-2c]×2+1.9d*2+2×max(10d，75)拉筋(h-2c)+1.9d*2+2×max(10d，75)其中D：纵筋直径Dg：内箍箍住纵筋直径n：单边纵筋根数m：内箍箍住纵筋根数三、梁钢筋计算（一）上部通长筋长度=两端（边）支座内长度+中间跨长度（含中间支座）边支座内长度：【hc：支座柱宽度，c：保护层厚度，d：钢筋直径】如果（hc-c）≥laE，则长度取：max（laE，0.5hc+5d）如果（hc-c）＜laE，则长度取：hc-c+15d【伸至柱边弯折15d】中间跨长度：直接在平面图中读取数据（二）支座钢筋1、边支座钢筋长度=（边）支座内长度+梁内长度2、中间支座钢筋长度=（中间）支座宽度+梁内长度（两侧）边支座内长度：如果hc-c≥laE，长度取max（laE，0.5hc+5d）如果hc-c＜laE，长度取hc-c+15d【伸至柱边弯折15d】梁内长度：第一排取ln/3 第二排取ln/4ln：相邻梁净跨最大值钢筋信息后（m/n）表示钢筋分排，第一排m根，第二排n根（三）下部钢筋长度=两端支座内长度+净跨长度（ln）边支座内长度：同上部钢筋如果（hc-c）≥laE，则长度取：max（laE，0.5hc+5d）如果（hc-c）＜laE，则长度取：hc-c+15d【伸至柱边弯折15d】中间支座内长度：直接取max（laE，0.5hc+5d）（四）侧面纵向钢筋1、N抗扭钢筋长度计算同下部钢筋长度=两端支座内长度+净跨长度（ln）边支座内长度：同上部钢筋如果（hc-c）≥laE，则长度取：max（laE，0.5hc+5d）如果（hc-c）＜laE，则长度取：hc-c+15d【伸至柱边弯折15d】中间支座内长度：直接取max（laE，0.5hc+5d）2、G构造钢筋长度=两端锚入支座长度+净跨长度（ln）两端锚入支座长度均为150mm即侧面构造纵向钢筋长度=ln+150×2。
六层建筑框架柱的配筋计算
混凝土强度：梁.柱.板：C30,2tk 2t 2c mm /01.2f mm /43.1f mm /3.14f N N N ===，，钢筋强度 ：2'22'22'2/360,/360400/360,/360400/300,/300335mm N f mm N f HRB mm N f mm N f HRB mm N f mm N f HRB y y y y y y ======，柱：，梁：，箍筋：框架柱地配筋计算柱地配筋采用对称式配筋（以利于不同方向风荷载地作用） 柱截面 mm mm h b 600400⨯=⨯ mm mm h h 565350=-=§ 1 轴压比验算KN N 32.3034max =轴压比：]05.1[884.0600400/3.141032.303423≤=⨯⨯⨯==mm mm mm N N A f N c c N μ 满足要求 则柱地轴压比满足要求.518.0033.0100.236018.015=⨯⨯+=+=cus y tb E f εβξ§ 2 截面尺寸复核取mm mm h h 565350=-= KN V 26.149max = 因为 441.1400565/≤==mmmmb h w所以KN KN mm mm mm N bh f c c 61.12595.807565400/3.140.125.025.020>=⨯⨯⨯⨯=β满足要求.§ 3 正截面受弯承载力计算柱同一截面分别承受正反向弯矩,故采用对称配筋KN mm mm mm KN bh f N b c b 7.1674518.0565400/3.140.1201=⨯⨯⨯⨯==ξα取一层柱为例进行计算,如下: 1层C 轴柱：选择下列四种组合形式1.2恒+1.4活⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M m KN M 81.185577.2909.35211.35恒+0.7×1.4活⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M m KN M 64.192440.2965.34211.2（恒+0.5活）+1.3左震⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M m KN M 33.191364.26052.119211.2（恒+0.5活）+1.3右震⎪⎩⎪⎨⎧=⋅-=⋅-=KN N m KN M m KN M 56.135910.2123.6221因为轴压比：9.0884.0600400/3.141032.303423<=⨯⨯⨯==mm mm mm N NA f N c c N μ 则可以不考虑轴向压力在该方向挠曲杆件中产生地附加弯矩地影响. 第一种组合：1.2恒+1.4活⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M m KN M 81.185577.2909.3521∴7.07.0445.009.3577.293.07.03.07.021=<=⨯-=-=m m C M M C 故取 a e =mm mm h mm 20203060030,20max =⎩⎨⎧⎭⎬⎫==mm mm l c 4500360025.1=⨯=92.081.1855106004003.145.05.03=⨯⨯⨯⨯==-N A f c c ξ0.1<c ξ 92.0=∴c ξc c a ns hl h e N M ξη202)(/)/(130011++==92.0)6004500(565/)2081.1855/1009.35(13001123⨯+⨯⨯+=1.37∴ns m C η=0.7⨯1.37=0.959<1.0 ∴ns m C η=1.0∴2M C M ns m η==1.0⨯35.09m KN ⋅=35.09m KN ⋅∴mm mm N M e 91.1881.1855109.3530=⨯== mm e e e a i 91.382091.180=+=+=∴ mm a h e e i 91.30335260091.382=-+=-+=∴ 03.056591.1800==h e KN N KN N b 7.167481.1855=>= 属于小偏心受压62.0518.05654003.140.135565)518.08.0(5654003.140.143.091.3031081.185********.140.1518.01081.1855)(43.023301012101=+⨯⨯⨯+-⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯⨯-⨯=++----=）（）（bc s b c c b bh f a h bh f Ne bh f N ξαξβααξξ∴)()5.01(8.00201s y c S S a h f bh f Ne A A ---='=ξξα =)35565(360)62.05.01(62.05654003.140.191.3031081.18558.023-⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯=-1735.592mm <0边柱地最小配筋率%7.0min =ρ ∴2min 1680600400%7.0mm A s =⨯⨯= ∴按构造配筋∴∴每侧实配3A20）（2'941mm A A s s ==第二种组合1.35恒+0.7×1.4活⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M mKN M 64.192440.2965.34217.07.0445.065.344.293.0-7.03.0-7.021=<=⨯==m m C M M C 故取 a e =mm mm h mm 20203060030,20max =⎩⎨⎧⎭⎬⎫==mm mm l c 4500360025.1=⨯=89.064.1924106004003.145.05.03=⨯⨯⨯⨯==-N A f c c ξ0.1<c ξ 89.0=∴c ξc c a ns hl h e N M ξη202)(/)/(130011++==89.0)6004500(565/)2064.1924/1065.34(13001123⨯+⨯⨯+=1.37∴ns m C η=0.7⨯1.37=0.959<1.0 ∴ns m C η=1.0∴2M C M ns m η==1.0⨯34.65m KN ⋅=34.65m KN ⋅∴mm mm N M e 0.1864.19241065.3430=⨯== mm e e e a i 38200.180=+=+=∴ mm a h e e i 303352600382=-+=-+=∴ 03.0565.1800==h e kN N kN N b 7.167464.1924=>= 属于小偏心受压65.0518.05654003.140.135565)518.08.0(5654003.140.143.03031064.19245654003.140.1518.01064.1924)(43.023301012101=+⨯⨯⨯+-⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯⨯-⨯=++----=）（）（bc s b c c b bh f a h bh f Ne bh f N ξαξβααξξ ∴)()5.01(8.00201s y c S S a h f bh f Ne A A ---='=ξξα =)35565(360)65.05.01(65.05654003.140.13031064.19248.023-⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯=-1757.92mm∴按构造配筋∴每侧实配3A20）（2'941mm A A s s == 第三种组合：1.2（恒+0.5活）+1.3左震⎪⎩⎪⎨⎧=⋅=⋅=KN N m KN M m KN M 33.191364.26052.11921∴7.07.0562.064.26052.1193.07.03.07.021=<=⨯-=-=m m C M M C 故取 a e =mm mm h mm 20203060030,20max =⎩⎨⎧⎭⎬⎫==mm mm l c 4500360025.1=⨯=9.033.1913106004003.145.05.03=⨯⨯⨯⨯==-N A f c c ξ0.1<c ξ 9.0=∴c ξc c a ns hl h e N M ξη202)(/)/(130011++==9.0)6004500(565/)2033.1913/1064.260(13001123⨯+⨯⨯+=1.09ns m C η=0.7⨯1.09=0.763<1.0 ns m C η=1.0 2M C M ns m η==1.0⨯260.64m KN ⋅=260.64m KN ⋅mm mm N M e 32.13633.19131064.20630=⨯='=mm e e e a i 32.1562032.1360=+=+=mm a h e e i 32.42135260032.1562=-+=-+=∴ 24.056532.13600==h e KN N KN N b 7.167433.1913=>= 属于小偏心受压59.0518.05654003.140.135565)518.08.0(5654003.140.143.032.4211033.19135654003.140.1518.01033.1913)(43.023301012101=+⨯⨯⨯+-⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯⨯-⨯=++----=）（）（bc s b c c b bh f a h bh f Ne bh f N ξαξβααξξ∴)()5.01(8.00201s y c S S a h f bh f Ne A A ---='=ξξα =)35565(360)59.05.01(59.05654003.140.132.4211033.19138.023-⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯=-597.462mm∴按构造配筋∴每侧实配3A20）（2'941mm A A s s == 第四种组合：1.2（恒+0.5活）+1.3右震⎪⎩⎪⎨⎧=⋅-=⋅-=KN N m KN M mKN M 56.135910.2123.62217.07.0445.065.344.293.0-7.03.0-7.021=<=⨯==m m C M M C 故取 a e =mm mm h mm 20203060030,20max =⎩⎨⎧⎭⎬⎫==mm mm l c 4500360025.1=⨯=26.156.1359106004003.145.05.03=⨯⨯⨯⨯==-N A f c c ξ0.1>c ξ 0.1=∴c ξcc a ns hl h e N M ξη202)(/)/(130011++=0.1)6004500(565/)2056.1359/101.212(13001123⨯+⨯⨯+= =1.09∴ns m C η=0.7⨯1.09=0.763<1.0 ∴ns m C η=1.0∴2M C M ns m η==1.0⨯212.1m KN ⋅=212.1m KN ⋅∴mm mm N M e 01.15664.1924101.21230=⨯== mm e e e a i 01.1762001.1560=+=+=∴ mm a h e e i 01.44135260001.1762=-+=-+=∴ 28.056501.44100==h e KN N KN N b 7.167456.1359=<= 属于大偏心受压42.05654003.14100056.13590=⨯⨯⨯==bh f N c ξ∴)()5.01(8.00201s y c S S a h f bh f Ne A A ---='=ξξα =)35565(360)42.05.01(42.05654003.140.101.4411056.13598.023-⨯⨯-⨯⨯⨯⨯⨯-⨯⨯⨯=-665.192mm∴按构造配筋∴每侧实配3A20）（2'941mm A A s s ==§ 4 正截面承载力验算25.114.0/5.4/0==m m b l ,查表得96.0=ϕKNN KN mm mm N mm mm N A f A f N s y c 32.303462.3550)2941/360600400/3.14(96.09.0)(9.0max 2222''=≥=⨯⨯+⨯⨯⨯⨯=+≤ϕ 满足要求.§ 5 斜截面受剪承载力计算以每层中剪力V 最大时对应地轴力N 地组合和每层中N 最大时对应地剪力V 组合进行受剪承载力计算,并采用最大值作为该层柱地箍筋计算. 以第一层为例：由以上柱地内力组合表可得V 最大和N 最大时同一种组合⎩⎨⎧=⋅=KNN mKN V 32.303446.150 441.1400565<==b h wKN KN V V c c 552.18046.1502.1=⨯==ηKN bh f c c RE424.760105654003.140.120.085.0120.0130=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=-βγ <∴c V KN bh f c c RE424.76020.010=βγ剪跨比：3655.2565.026.06.320<=⨯-==mmm h H n λ,取655.2=λ 因为N KN mm mm N A f c <=⨯⨯⨯=6.1029600400/3.143.03.022 所以KN N 6.1029=27.0565/300106.102907.0565400/43.11655.275.110552.18007.00.175.1232230<-=⨯⨯⨯-⨯⨯⨯+-⨯=-+-=∴mmmm N Nmm mm N N h f Nbh f V sA yv t svλKN V KN mm mm N bh f c t 552.18023.226565400/43.17.07.0220=>=⨯⨯⨯=所以按构造配筋,实配箍筋B 200@8.§ 6裂缝宽度验算规范规定对于55.0/00<h e 地构建可以不进行裂缝宽度验算. 由前面计算可知：第一组内力：55.003.0/00<=h e 第二组内力：55.003.0/00<=h e 第三组内力：55.024.0/00<=h e 第四组内力：55.028.0/00<=h e 所以不需要进行柱地裂缝宽度验算.其他柱地计算过程与上述计算过程相同,在此不一一进行计算. 各层柱地配筋表格如下：。
梁板柱配筋计算书
截面设计本工程框架抗震等级为三级。
根据延性框架设计准则，截面设计时，应按照“强柱弱梁”、“强剪弱弯”原则，对内力进行调整。
框架梁框架梁正截面设计非抗震设计时，框架梁正截面受弯承载力为：20c s 1u bh f M αα= (9-1-1)抗震设计时，框架梁正截面受弯承载力为：RE20c s 1E u /γααbh f M = (9-1-2)因此，可直接比较竖向荷载作用下弯矩组合值M 和水平地震作用下弯矩组合值M 乘以抗震承载力调整系数后?RE 的大小，取较大值作为框架梁截面弯矩设计值。
即{}uE RE u ,Max M M M γ= (9-1-3) 比较39和表43中的梁端负弯矩，可知，各跨梁端负弯矩均由水平地震作用控制。
故表39中弯矩设计值来源于表43，且为乘以RE γ后的值。
进行正截面承载力计算时，支座截面按矩形截面计算；跨中截面按T 形截面计算。
T 形截面的翼缘计算宽度应按下列情况的最小值取用。
AB 跨及CD 跨：f 31l b ='=7.5/3=2.5m ； 1.00f ≥'h h ，故取f b '=1.86m判别各跨中截面属于哪一类T 型截面： 一排钢筋取0h =700－40=660mm ， 两排钢筋取0h =700－65=635mm,则()2f 0f f c h h h b f '-''=14.3×1860×130×（660－130/2）=2057.36kN.m该值大于跨中截面弯矩设计值，故各跨跨中截面均属于第一类T 形截面。
BC 跨：f 31l b ='=3.0/3=1.0m ；n f s b b +='=0.3+8.4-0.3=8.4m ；mh b b f f 86.113.0123.012=⨯+='+=';1.00f ≥'h h ，故取f b '=1m判别各跨中截面属于哪一类T 型截面： 取0h =550－40=510mm ， 则()2f 0f f c h h h b f '-''=14.3×1000×130×（510－130/2）=827.26kN.m该值大于跨中截面弯矩设计值，故各跨跨中截面均属于第一类T 形截面。
9、2.10框架梁、柱配筋计算
2 上部结构设计2.10第1/1轴框架梁、柱配筋计算2.10.1承载力抗震调整根据《高层建筑混凝土结构规范》（JGJ3-2002）式（4.7.2-2）规定，有地震作用组合时，作用效应设计值S 应采用下式表达式：RE R S γ/≤ （2.3）式：RE γ——为构件承载力抗震调整系数，取值见表2.10-1：表2.10-1 承载力抗震调整系数表具体调整见梁、柱配筋表。
最小配筋率的确定：根据《混凝土结构设计规范》（GB 50010-2002）11.3.6规定，三级抗震时，框架梁正截面设计抗震要求的最小配筋率支座取0.25％和yt f f /55％＝55×1.43/360＝0.218％的较大值，跨中取0.20％和yt f f /45％＝45×1.43/360＝0.179％的较大值，所以支座取0.25％，跨中取0.20％。
且梁端纵向受拉钢筋的配筋率不应大于2.5％。
2.10.2 梁截面设计 1）．梁的正截面强度计算材料强度：C30（22/43.1,/3.14mm N f mm N f t c ==）；HPB400级钢筋（2/360mm N f y =）。
（1） AB 跨梁正截面受弯承载力计算。
从梁内力组合表中，挑出第一层AB 梁跨中及支座截面的最不利内力。
、m kN M A .)08.79(68.171-= kN V A 80.114= m kN M .8.90=中 m kN M B .)82.35(08.154-= kN V B 44.119-= ○1、计算跨中截面。
因梁板现浇，故跨中按T形截面'0'0',1.0258.0465/120/,465,120f f f b h h mm h mm h >====不受此限制，,23003/69003/,45000mm l mm s b n ===+故取mm b f 2300'=。
广州大学土木工程学院（毕业设计）学士学位论文)2/120465(12023003.140.1)2/('0''1-⨯⨯⨯⨯=-f f f c h h h b f αm kN M m kN mm N .8.90.45.1598.1045.15986=>=⨯= 故属第一类T 形截面。
混凝土梁配筋计算表_xls
面积(b'f-b)h'f后的截面面积计算；
布置的纵向钢筋；
第9.5.2条
5、对卧置于地基上的混凝土板，板中受拉钢筋的最小配筋率可适当降低，但不应小于0.15%。
考虑地震组合受压构件纵向受力钢筋最小配筋百分率 全部纵向钢筋 一侧纵向钢筋 0.6 0.2
压钢筋全部纵向受力钢筋最小配筋百分率，当采用
B400、RRB400级钢筋时应按表中规定减小0.1；当混
土强度等级为C60及以上时应按表中规定增大0.1。
三、四 级 此表不考虑HPB235级钢筋
注： 柱全部纵向受力钢筋的最小配筋百分率
பைடு நூலகம்
HRB400级钢筋时应按表中数值减小0.1
等级为C60及以上时应按表中数值增大0
第9.5.1条
1、轴心受压构件、偏心受压构件全部纵向钢筋的配筋率，以及一侧受压钢筋的配筋率应按构件的全截面面积计算； 2、轴心受拉构件、小偏心受拉构件一侧受拉钢筋的配筋率应按构件的全截面面积计算； 3、受弯构件、大偏心受拉构件一侧受拉钢筋的配筋率应按构件的全截面面积扣除受压边缘面积(b'f-b)h'f后的截面面积计算； 4、当钢筋沿构件截面周边布置时，“一侧的纵向钢筋”系指沿受力方向两个对边中的一边布置的纵向钢筋；
凝土强度等级为C60及以上时应按表中规 考虑地震作用组合的框架梁纵向受拉钢筋的最小配筋百分率 抗震等级 一 二 级 级 梁中位置 支座 0.400 0.310 0.262 跨中 0.310 0.262 0.215
考虑地震作用组合的框架柱全部纵向受力 柱类型 框架中柱、边柱 框架角柱、框支柱 抗 一级 1.0 1.2 震 等 级
地震作用组合的框架柱全部纵向受力钢筋最小配筋百分率 抗 震 等 级 四级 0.6 0.8
梁配筋计算过程
=
1.9
×
0.28
×
189.64 2 ×105
×
(1.9
×
46
+
0.08
×
26.5) 0.01
= 0.151 mm < 0.2 mm
所以纵梁满足裂缝要求。
取 s = 150 mm < smax = 300 mm ，满足规范要求。
ρsv
=
nAsv1 bs
= 2×153.9 1200 ×150
= 0.171%
> ቤተ መጻሕፍቲ ባይዱ.24
ft f yv
= 0.24× 1.71 = 0.14% ，满足最小配 300
筋率要求。
（3）裂缝验算
混凝土有效配筋率：
ρte
=
As 0.5bh
ξ
=
x h0
= 173.83 2140
= 0.08 < ξb
= 0.518 （非超筋梁）
ρmin
=
max 0.2, 0.45×
ft fy
%
=
max
0.2,
0.45
×
1.71 360
%
=
0.214%
ρ
=
As bh
=
11067 1200× 2200
=
0.4192%
1.1.1 纵梁内力表
表 3-9 采用荷载基本组合时纵梁内力表
构件
弯矩（kN ⋅m ） 轴力（kN） 剪力（kN）
顶纵梁上缘
5547.3
0
3852.3
顶纵梁下缘
3211.6
0
3852.3
中纵梁上缘
梁柱内力组合表格
表格附录表A1注意:1、单位：弯矩kN.m 、剪力KN ；弯矩以下部受拉为正，剪力以向上为正；2、组合时表中竖向荷载作用下的梁端弯矩应先行调幅，乘以0.85的调幅系数，再和水平荷载作用下产生的弯矩进行组合；同时竖向荷载作用下梁跨中弯矩也应作相应的调整。
3、活荷载如在计算中未考虑不利布置时，组合中跨中弯矩乘以1.1的放大系数；框架梁：支座： m ax M - max M + m ax V跨中：max M +X 柱的设计内力组合表 表A2A 柱内力组合表层次 截面位置 内力荷载类型 有地震作用内力组合非地震作用内力组合最不利内力组合 恒载① 活载②风载③ 地震④ 1.2*（①+0.5*②）±1.3*④ 1.0*（①+0.5*②）±1.3*④1.35*①+0.7*1.4*② 1.2*①+1.4*②1.0①+1.4*② 1.2*①+1.4*②±0.6*1.4*③ 1.0*①+1.4*②±0.6*1.4*③1.2*①+0.7*1.4*②±1.4*③ 1.0*①+0.7*1.4*②±1.4*③ Mm ax MMN Nmax NminX 层 柱顶MN柱底MN V注：1、单位：弯矩kN.m 、剪力和轴力KN ；弯矩以顺时针为正，轴力以拉为正，剪力以绕柱顺时针为正；2、地震作用的组合乘以抗震调整系数轴压比小于0.15,偏压乘0.75，轴压比大于0.15偏压乘0.8，受剪乘0.85。
框架柱：通常取以下四种类型（1）(2)V N max 、及相应的M（3）V M N min 、及相应的 （4）V M N max 、及相应的。
梁柱内力组合
V
53.96 12.19 12.19
5.58 -6.37 34.18
M
29.84 6.26
6.26
0.74 -0.845 4.825
M
26.87 5.2
5.2
10.41 -10.94 63.54
V
-56.81 -12.49 -12.49 5.58 -6.37 34.18
M
-52.9 -9.93 -9.93 17.05 -16.92 106.18
M
-51.53 -9.7
-9.7
21.14 -20.85 115.23
V
83.81 15.79 15.79
9.33 -9.33 40.96
M
84.82 16.84 16.84 0.145 0.145 23.07
M
50.65 9.45
9.45
20.85 -21.14 69.09
一
C左端
V
-83.35 -14.63
M V
CD跨
M
D端
M V
恒载
-16.92 39.82 19.9 16.04 -39.29 -23.39 48.85 28.05 22.67 -48.46 -14.45 36.01 16.84 10.57 -33.48 -21.66 53.71 29.9 27.22 -57.05 -52.26 85.75 83.97 51.62 -83.41 -24.12 52.54 25.17 16.24 -47.41 -22.1 54.1 29.84 26.91 -56.67 -52.9 83.76 83.35 52.22 -83.4 -23.76 52.38 25.29 16.36 -47.57
主梁和柱的配筋计算
十、主梁和柱的配筋计算（一）、梁的配筋计算1、判断梁的截面类型ED梁为L型梁，按矩形截面计算，DB梁为T型梁，按T型截面计算。
2、判断DB梁的T型截面类型⑴确定材料强度设计值f c=11.9N/mm2, f t=1.27 N/mm2, f y=300 N/mm2⑵确定翼缘计算宽度b f，h0=500-35=465mm按梁的计算跨度L0考虑b f，：b f，=L0/3=4600/3=1533mm按梁的肋净距S n考虑b f，：b f，=250+2000=2250按翼缘高度h f,考虑b f，：b f，=100/465=0.215>0.1故翼缘计算宽度不受此要求限制。
翼缘的计算宽度取前两项的较小值b f，= =1533mm⑶判断T型截面类型αf c b f，h f, （h0－h f,/2）=1x11.9x1533x100x(465－100/2)=757kn.m1由以上的内力组合表易知，该榀框架的所有T型梁的弯矩M都小于757 kn.m，所以都属于第一类T型截，即均按b f，xh（1533mmx500mm）的矩形截面计算4、求梁的箍筋用量（法一）（1）.由前面的计算易知所有梁中最大的剪力设计值为153KN （2）、确定材料强度设计值f c =11.9N/mm 2, f t =1.27 N/mm 2, f yv =300 N/mm 2（3）、复核截面尺寸h 0=500-35=465mm h 0/b=465/250=1.86<40.25b fc c ..βh 0=087.25x1x11.9x250x465=345kn>v=153kn 所以截面尺寸符合要求（4）、复核截面尺寸验算是否需要按计算配箍筋0.7f t .b .h 0=0.7x1.27x250x465=103KN即剪力大于103kn 的所有截面都需要按计算配筋，其他按构造配筋即可 （5）、按梁中最大剪力V=153KN 计算箍筋用量mm mm x x h f bh f V s nAsv yv t /41.046521025.110300015300025.17.02001=-=-= 按构造要求选用箍筋双肢φ8（Asv 1=50.3mm 2），于是箍筋间距S 为： S=mm x nAsv 24541.03.50241.01== 取S=200mm 记作φ8＠200沿梁全长布置 （5）、经验算符合最少配筋率要求即所有梁的箍筋均按φ8＠200（φ8＠100）配置即可（法二）：由V ⎥⎦⎤⎢⎣⎡+≤0025.142.01h S A f bh f SV yv t RE γ RE γ=0.85 f t =1.1N/mm f yv =210 N/mm b=250mm h 0=465mm计算当梁的箍筋采用构造（φ8@200）配筋时所能承受的最大剪力值V ⎥⎦⎤⎢⎣⎡+=0025.142.01h S A f bh f SV yv t RE γ V ⎥⎦⎤⎢⎣⎡+=4652006.10621025.146525027.142.085.01x x x x x =150KN 由上面的梁的剪力的组合表可知，需要按计算配箍筋的 只有第一DB 梁的左截面（v=153），其他层梁的最大 剪力均<150kN,按构造φ8@（100）200配筋即可。
柱与梁的钢筋计算
9
255 299 453 475 707 1017 1385 1809 2290 2827 3421 4418 5542 7238 9161 11310 17676
单根 钢筋 理论 重量 (kg/m)
0.222 0.26 0.395 0.432 0.617 0.888 1.21 1.58 2 2.47 2.98 3.85 4.83 6.31 7.99 9.87 15.42
柱 -1层箍筋根数计算
按绑扎计算箍筋根数
柱
1层箍筋根数计算
按焊接计算
根部根数＝（加密区长度-50） /加密间距+1 梁下根数＝加密区长度/加密间 距+1 梁高范围根数＝梁高/加密间距 非加密区根数＝非加密区长度/ 非加密间距-1
梁 梁平法表示
梁
上：上部通长筋 中：侧面纵向钢筋－构造或抗扭 下：下部钢筋 左：左支座钢筋 中：架立钢筋 右：右支座钢筋 箍筋 附加钢筋：吊筋、次梁加筋
柱
首层柱子纵筋长度
纵筋长度＝首层层高-首 层非连接区 Hn/3+max(Hn/6，hc， 500)+搭接长度LlE
Hn为所在楼层的柱净高 hc为柱截面长边尺寸
柱
中间层柱子纵筋长度
纵筋长度＝中间层层高当前层非连接区+（当 前层+1）非连接区+搭 接长度LlE
非连接区＝max（1/6Hn、 500、Hc）
5
142 166 252 264 393 565 769 1005 1272 1570 1900 2454 3079 4021 5089 6283 9820
6
170 199 302 317 471 678 923 1206 1527 1884 2281 2945 3695 4826 6107 7540 11784
内力组合表及梁柱配筋
s M 1 f c b h0 2
( s M 1 f c bh 0 )
2
4 1 1 2 s
A s 1 f c b f h 0 f y A s 1 f c bh 0 f y
选配钢筋 实配钢筋截面面积 M γREM
2*25+2*20 2*16+1*14 1*14+2*25 1610.00 556.00 1135.00 218.69 -67.80 -156.82 164.02 -50.85 -117.62 0.208 0.235 1318.42 0.009 0.009 362.31 0.149 0.162 907.70
253.87 190.40 0.241 0.280 1570.58
-100.08 -75.06 0.014 0.014 536.00
-185.23 -138.92 0.176 0.195 1091.65
120.64 90.48 0.016 0.017 647.04 1*18+2*16 656.00 117.00 87.75 0.016 0.016 627.36 1*18+2*16 656.00 107.56 80.67 0.015 0.015 576.36 1*18+2*16 656.00 91.62 68.72 0.012 0.013 490.41 1*18+2*16 656.00
s M 1 f c b h0 2
( s M 1 f c bh 0 )
2
3 1 1 2 s
A s 1 f c b f h 0 f y A s 1 f c bh 0 f y
选配钢筋 2*20+1*16 实配钢筋截面面积 829.10
框架结构梁柱内力组合计算表(精选)
荷载种类
活载
风载
左风
右风
4
2.17 0.95 -1.75 0.95 -1.19 -3.16 -5.39 2.17 -5.39 1.61 0.82 1.91 -1.70 1.91 -0.76 -3.16 -10.86 1.81 -10.86 1.35 0.42 2.72 -1.79 2.72 -0.67 -2.46 -17.46 0.79 -17.46 0.99 -0.55 3.21 -0.80
-49.44 47.96 40.50 -53.64 -52.05 -24.71 12.14 -15.88 -31.52 -7.67 -54.84 40.67 25.70 -44.23 -36.95 -16.99 16.39 -3.04 -17.05 0.55 -59.55 46.40 11.63 -35.65 -36.76 -24.49 0.68 -4.19 -24.47 -0.68 -59.03 45.16 8.81 -49.63 -36.92 -19.98 32.63 -7.61
-2.00
2.09 -0.57 0.47 0.81 -0.45 2.00 -1.90 0.00 6.79 -1.29 4.00 1.29 1.09 2.79 -1.29 6.35 -6.05 0.00 6.35 -6.05 8.45 -2.20 1.84 4.77 -2.20 10.85 -5.17 0.00 10.85 -5.17 11.94 -2.86 3.36 5.23 -2.86 5.23 -11.31 0.00
0.97 -3.31 3.83 6.10 -8.65 13.77 -13.11 0.00 13.77 -19.07 31.67 -7.99 15.44 16.23 -7.99 36.78 -35.03 0.00 36.78 -35.03 46.34 -13.31 11.51 23.22 -13.31 52.65 -50.14 0.00 52.65 -50.14 58.97 -7.76 14.40 30.17 -7.76 68.40 -65.14 0.00
4.附表框架内力及配筋
附表1附表1.1框架梁内力组合表注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/l r RE vb b b n Gb M M l V γη⎡⎤++⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/l r RE vb b b n Gb M M l V γη⎡⎤++⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/l r RE vb b b n Gb M M l V γη⎡⎤++⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/l r RE vb b b n Gb M M l V γη⎡⎤++⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右附表1.4 横向框架A 柱剪力组合全（kN ）注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/b tRE vc c c n M M H γη⎡⎤+⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7）组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7）组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/b t RE vc c c n M M H γη⎡⎤+⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右附表1.10 横向框架C 柱剪力组合注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/b t RE vc c c n M M H γη⎡⎤+⎣⎦调整注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右附表1.13 横向框架D 柱剪力组合(kN)注：组合一：Gk Qk 1.2 1.4S S + 组合二：Gk Wk 1.2 1.4S S +左 组合三：Gk Wk 1.2 1.4S S +右 组合四：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++左（0.7） 组合五：Gk Qk Wk 1.35 1.4S S S ++右（0.7） 组合六：Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+左（0.7） 组合七: Gk Qk Wk 1.2 1.40.9S S S +⨯+右（0.7） 组合八：Gk Wk 1.0 1.4S S +左 组合九：Gk Wk 1.0 1.4S S +右 组合十：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十一：RE 1.2(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 组合十二：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦左 组合十三：RE 1.0(0.5) 1.3Gk Qk Ek S S S γ⎡⎤++⎣⎦右 调整值为强柱弱梁的调整，采用公式：()/b tRE vc c c n M M H γη⎡⎤+⎣⎦调整0.5c 21818附表1.15 D 柱配筋计算表0.5η0.2cf β0.3f sv A v f λRE V。
柱配筋计算表格
三层C柱 柱下端(Mmax) 柱下端(Nmax) 柱下端(Nmin) 101.54 63.89 6.25 576.60 641.92 548.91 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 176.10 20.00 196.10 1.00 1.00 1.15 421.10 1.00 0.80 0.518 1399.04 89.60 226.10 大偏心 0.52 188.52 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 99.53 20.00 119.53 1.00 1.00 1.25 344.53 1.00 0.2 -117.01 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 11.39 20.00 31.39 1.00 1.00 1.96 256.39 1.00 0.80 0.518 1399.04 85.30 61.39 小偏心 / / / / 2.40 4871.69 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75%
二层C柱 三层C柱 柱下端(Mmax) 柱下端(Nmax) 柱下端(Nmin) 柱上端(Mmax) 柱上端(Nmax) 柱上端(Nmin) 164.77 107.83 16.93 116.79 89.34 38.82 1086.83 1217.46 999.70 553.20 615.59 525.51 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 151.61 20.00 171.61 1.00 1.00 1.17 396.61 1.00 0.80 0.518 1399.04 168.89 201.61 大偏心 0.52 472.61 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 88.57 20.00 108.57 1.00 1.00 1.28 333.57 1.00 0.80 0.518 1399.04 189.19 138.57 大偏心 0.52 70.81 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 16.94 20.00 36.94 1.00 1.00 1.81 261.94 1.00 0.80 0.518 1399.04 155.35 66.94 小偏心 / / / / -0.10 2701.20 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 211.12 20.00 231.12 1.00 1.00 1.13 456.12 1.00 0.80 0.518 1399.04 85.97 261.12 大偏心 0.52 311.67 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 145.13 20.00 165.13 1.00 1.00 1.18 390.13 1.00 0.80 0.518 1399.04 95.66 195.13 大偏心 0.52 78.75 / / / / 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75% 4500.00 450.00 450.00 202500.00 129.90 30.00 420.00 14.30 360.00 200000.00 73.87 20.00 93.87 1.00 1.00 1.32 318.87 1.00 0.80 0.518 1399.04 81.66 123.87 小偏心 / / / / 4.71 52912.21 2C20+2C16 1030.00 1.02% 5.00% 0.75%
内力计算及组合表(尺寸改后)4-7
2701.2944 1295.8374 182.5681 5260.2019 3621.9310 3196.0751
386.9160 260.2734 27.2323 859.1822 562.3919 482.5195
3681.4988 1766.0688 248.8182 7168.9711 4936.2145 4355.8246
支点 各截面处： mq 0.4546 0.0000 248.4740 mq 0.7955 0.0000 357.6412 mr 1.4318 0.0000 44.3215 mr 0.0000 0.0000 21.5306 mq 0.4722 219.8266 246.4821 mq 0.7487 347.9804 327.7510
L/4 mq 0.6334 1766.0688 233.6951 mq 0.5445 1515.7240 184.9713 14.3438 21.9545 mr 0.4999 162.5300 mr 0.7653 248.8182
恒载作用计算成果 截面 L/2 2 144.5 1/2*a*(1-a)*l 一期 3976.6400 2号(内)梁 二期 1593.1125 总和 5569.7525 一期 二期 总和 3478.1150 1430.5500 4908.6650 弯矩M L/4 变化点 108.375 79.52 ######## 2188.3904 ######## 876.3104 ######## 3064.7008 ######## 1914.0464 ######## 787.2480 ######## 2701.2944 剪力Q h/2 L/4 18.095 1/2*(1-2*a)*l 8.5 497.9744 233.9200 199.4069 93.7125 697.3813 327.6325 435.5467 179.1405 614.6872 204.3400 84.1500 288.4900 变化点 11.4 313.7280 125.6850 439.4130 274.0560 112.8600 386.9160 h/2 15.9 437.5680 175.2975 612.8655 382.2360 157.4100 539.6460 支点 17 467.8400 187.4250 655.2650 408.6800 168.3000 576.9800