梁柱计算—内力组合,梁柱配筋计算(附表)

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。

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：。

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。

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。

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。

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。

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。