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辽宁工程技术大学毕业设计（论文）
层
SGk
SQk
SEk
1.2SGk±1.35 SEk 1.35S1.2SGk gRE[hvb(
Mbl+MbGk+0.
98SQk +1.4SQk r)/Hn]
次 5 32.8 3.4 ±55.7 111.77 -33.05 47.6 44.12 4 25.9 4.2 ±106.4 169.4 -107.24 39.08 35.84 3 25.9 4.2 ±148.9 224.7 -162.49 39.08 35.84 2 26 4.3 ±177.6 262.1 -199.7 39.31 37.22 1 18.2 3.1 ±68.5 110.9 -67.21 27.6 26.18
lr
注：表中V以绕柱端顺时针为正，gRE[hvb(Mb+Mb)/Hn]为相应于本层柱净高上、下两端的剪力设计值。
9 截面设计
9.1框架梁
这里仅以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程，其它层梁的配筋计算结果见表9-1和表9-2。
表9-1 框架梁纵向钢筋计算表
Tab9-1 The longitudinal steel calculation table of frame-beam
M e As′ 截
/KN·m /mm2 面 A -75.7 0.011 402 支
-57.9 <0 402 座 Bl
40.8 0.056 AB跨间
-37.6 <0 402 支座Br
34.5 0.004 BC跨间
A -415.4 0.11 1810 支3 -292.9 <0 1810 座 Bl 258.6 0.036 AB跨间
-223.7 <0 1810 支座Br
217.6 0.038 BC跨间
A -407.5 <0 1810 支1 -302.5 <0 1810 座 Bl 271.8 0.038 AB跨间
-253.6 <0 1810 支座Br
247.7 0.030 BC跨间
注：表中V为换算至支座边缘处的梁端剪力。 层 次 5
As /mm2 489 374 241.3 243 223 2093 1892 1553 1445 1406 2053 1954 1639 1954 1680
实际配筋As/mm 3 16(603） 2 16(402） 3 16(603） 3 16(603） 2 16(402） 5 24(2261) 5 24(2261) 4 24(1810) 5 24(2261) 4 24(1810) 5 24(2261 5 24(2261) 4 24(1810) 5 24(2261) 4 24(1810)
2
As′/As 0.67 0.67 0.67 0.80 0.80 0.80 0.80 0.80 0.80
r(%) 0.77 0.77 0.58 0.77 0.39 0.77 0.77 0.58 0.77 0.39 0.77 0.77 0.58 0.77 0.39
9.1.1梁的正截面受弯承载力计算
从表7-7中分别选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。 支座弯矩
MA=334.5－127.8×0.5/2=302.55 KN gRE MA=242.04 KN·m
MB=354.33－320.1×0.5/2=212.12KN gRE MB=219.44 KN·m
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跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩。由表9-2，则支座边缘处
Mmax=505.29－179.8×0.25=460.34KN·m gRE Mmax=0.8×460.34=368.27KN·m
当梁下部受拉时，按T形截面设计，当梁上部受拉时，按矩形截面设计。
翼缘计算宽度当按跨度考虑时，b?′=l/3=7.2/3=2.4m=2400mm ；按梁间距考虑时，b?′=b+Sn=350+3250=3600mm ；按翼缘厚度考虑时，h0=h－as=600－35=565mm ，hf′/h0=100/565=0.177>0.1,此种情况不起控制作用，故取b?′=2400 mm。
梁内纵向钢筋选HRB400级钢（?y= ?y′=360N/mm2）,eb=0.518。下部跨间截面按单筋T形截面计算。因为
a1?cb?′h?′(h0－h?′/2)=1.0×16.7×2400×100×(565－100/2)
=2064.12>388.27KN·m
属第一类T形截面
as=M/a1?cb?′h02=388.27×106/1.0×16.7×2400×5652=0.029 e =1－(1－2as)1/2=0.029
As= e a1?cb?′h0/?y=0.029×1.0×16.7×2400×565/360=1824.2mm2
实配钢筋522（As=1900mm）,r =1900/350×565=0.96%>0.25%,满足要求。
将下部跨间截面的522钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋,再计算相应受拉钢筋As ,即支座A上部 as=242.04×106－360×1900×(565－35)/1.0×16.7×350×5652=0.000113 e =0.013<2as′/h0=70/565=0.124 说明As′富裕，且达不到屈服，可近似取
As= M/?y(h0－as′)= 258.50×106/360×(565－35)=1354 mm2 实取422（As=1520mm2）。 支座Bl上部 As= M/?y(h0－as′)= 249.09×106/360×(565－35)=1306mm2
实取422，r =1520/350×565=0.77%>0.2%, As′/As>0.3,满足要求。
29.1.2梁斜截面受剪承载力计算
AB 跨 gREV= 193.7KN<0.2bc?cbh=0.2×1.0×16.7×350×565=660.49 KN 故截面尺寸满足要求。
梁端加密区箍筋取四肢φ8@100,箍筋用HPB235级钢筋（?yv=210N/mm2）,则
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0.42?tbh+1.25?yvh0Asv/s=0.42×1.57×350×565+1.25×210×565×201/100
=385.09 KN>gREV=276.9KN
加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取四肢φ8@150,箍筋设置满足要求。
BC跨
若梁端箍筋加密区取四肢φ10@100，则其承载力为
0.42?tbh+1.25?yvh0Asv/s=0.42×1.57×350×365+1.25×210×365×3.14
=385.09 KN>gREV=229.57KN
由于非加密区长度较小，故全跨均可按加密区设置。
9.2框架柱
9.2.1剪跨比和轴压比验算
表7-2给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，其中剪跨比l也可取Hn/(2h0)。注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑承载力抗震调整系数。由表可知，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。
表9-2 柱的剪跨比和轴压比验算
Tab 9-2 The shearing-force-and-span ratio and axial-force-and-length ratio
check computations of column
柱号 A柱
层 次 2-5 1
b /mm 500 500
h0 /mm 460 460
?c /N/mm2 14.3 16.7
Mc /KN·m 111.87 191.27
Vc /KN 51.23 113.24
N /KN 374.25 2943.65
Mc/Vch0
4.81>2 3.74>2
N/?cbh 0.105<0.8 0.603<0.8
9.2.2柱正截面承载力计算
以第一层B柱为例说明。根据A柱内力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利内力，进行配筋计算。
B节点左、右梁端弯矩
-299.6+354.33×(0.5/2)=-211.02 KN·m 25.4+109.9×(0.5/2)=52.9KN·m B节点上、下柱端弯矩
123.2+236.6×0.1=146.86KN·m －174.1+212.2×0.4=-89.22KN·m ∑MA柱=738.7KN·m ∑MA梁=347.5KN·m ∑MA柱/∑MA梁=2.13
1.2∑MA梁=417KN·m,△Mb=B=204.3 KN·m,在节点处按其弹性弯矩分配给上、下柱端，即
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MA上柱=417×146.86/236.08=259.41 KN·m MA下柱=417×89.22/236.08=157.6 KN·m gREMA上柱=0.8×157.6=126.08 KN·m
e0=M/N=126.08×106/2943.65×103=42.83 mm
ea 取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即700/30=23.3mm，故取 ea=23.3mm。
柱的计算长度按公式（7-1）
l0=[1+0.15(Yu + Yl)]H l0=(2+0.2 Ymin)H 确定，其中
Yu =9.818×2/5.40×2=1.82, Yl =0
l0=[1+0.15(Yu +Yl)]H=[1+0.15×1.82]×5.3=5.35m ei= ea +e0 =42.83+23.3=66.13mm
因为l0/h=5350/700=7.64>5,故应考虑偏心距增大系?0.5fcA0.5?16.7?70021?(?N?2943.7?103?1.39?1.0 取1?1.0) l0?7.6?15 取?2?1.0h
??1?1?1400e/h?l20????112?1??7.62?1.41对称配筋 i0?h?1400?66.3/660?ei?1.41?66.13?93.3mm?0.3h0?0.3?660?198mm 故为小偏心受压 e??e1?h/2?as?93.3?350?40?403.3mm
由小偏心计算近似公式
??N??bfcbh0Ne?0.43f2??b?cbh00.8??'?fcbh0b??h?as?
可知，只需按构造配筋，且应满足?min?0.8%.单侧配筋率?min?0.2%，故 As?A's??minbh?0.2%?700.700?980mm2
再按Nmax及相应的M一组计算 N=2530.341KN 节点上、下柱端弯矩 31.66－20.1×0.1=29.65KN*m 15.83－8.2×0.4=10.165KN*m
此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整，且取 l0?1.0?5.3?5.3m
e?M29.65?106aN?2530.34?103?11.7mm
ei?11.7?23.3?24.6mm
(9-1a) (9-1b)
数?。
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