某银行大楼建筑结构规划设计报告

某银行大楼建筑结构规划设计报告
摘要 0
1设计总说明 (1)
1.1工程概况 (1)
1.2 设计资料 (1)
1.2.1 设计依据的国家规范 (1)
1.2.2 自然条件 (1)
1.2.3 工程做法 (2)
2 结构设计计算书 (3)
2.1 结构布置及基本构件的确定 (3)
2.1.1 梁截面尺寸的确定 (3)
2.1.2 柱截面尺寸估算 (3)
2.1.3 基础的选用 (3)
2.1.4 结构平面布置图及结构计算简图： (3)
2.2 重力荷载计算 (3)
2.2.1 屋面及楼面的永久荷载标准值 (3)
2.2.2 屋面及楼面可变荷载标准值 (4)
2.2.3 梁，柱，墙门，窗重力荷载计算 (4)
2.2.4 重力荷载代表值 (5)
2.3横向侧移刚度计算 (7)
2.4横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算 (8)
2.4.1 横向自振周期计算 (8)
2.4.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算 (9)
2.4.3 水平地震作用下的位移验算 (11)
2.4.4 水平地震作用下框架内力计算 (11)
2.5 竖向荷载作用下框架结构的内力计算 (13)
2.5.1 横向框架内力计算 (13)
2.5.2 横向框架内力组合 (18)
2.6截面设计 (25)
2.6.1 框架梁 (25)
2.6.2 框架柱 (28)
2.7 基础设计 (32)
2.7.1 基本资料 (32)
2.7.2 确定基础底面尺寸 (32)
2.7.3 确定基础高度 (33)
2.7.4 基础配筋 (334)
2.8.现浇楼面板设计 (36)
2.8.1 跨中最大弯矩 (36)
2.8.2 求支座中点最大弯矩 (36)
2.9 楼梯设计及计算 (40)
2.9.1踏步板的计算 (41)
2.9.2 平台板计算 (42)
2.9.3 楼梯斜梁（TL-1）计算 (42)
2.9.4 平台梁（TL-2）计算 (45)
2.9.5 平台梁（TL-3）计算 (46)
2.10 雨篷的计算表 (41)
3 工程总结 (50)
1设计总说明
1.1工程概况
本工程名称为**市建设银行办公楼设计，位于**市中华大街与滨湖路交叉口，其中中华大街为进出**市的重要主干路而滨湖路则为**市的次干路。

东临静春胡公园，南隔中华大街与**市商贸中心区相邻，西与水岸美景小区隔滨湖路相望，北面风景秀丽的静春胡。

建行办公楼占地0.97公顷，其中道路占地0.18公倾，建筑面积约为4207㎡，共四层，一层主要为营业大厅、辅助办公室及一间多功能厅，2至4层主要为办公室。

建筑高度为18.6m,首层层高为4.2 m，其余标准层层高均为3.6m,主体为现浇混凝土框架结构。

在进行建筑设计的过程中，以形式简单大方，外观规则，均匀对称为主要指导思想，该工程为规则的长方体，欧式风格，办公建筑在追求形式美观的同时，考虑到了造价是否经济，建成后是否适用，特别是维护保养和能耗等适用成本是否经济等问题。

结构设计部分是整个设计的重点，主要的设计内容有：统计荷载，框架的抗震计算，横向荷载作用下框架的内力计算，竖向荷载作用下框架的内力计算，框架的内力组合，截面设计，楼面板的截面设计等。

1.2 设计资料
1.2.1 设计依据的国家规范
1）《建筑结构荷载规范》GB50009----2006
2）《混凝土结构设计规范》GB50010----2002
3）《建筑抗震设计规范》GB50011----2002
4）《建筑地基基础设计规范》GB50007----2002
1.2.2 自然条件
1）建筑结构安全等级：一级
2）设计使用年限：50年
3）地震设防烈度：7度
4）设计基本地震加速度：0.10 g
5）建筑场地类别：Ⅱ类，地上部分为一类环境，地下部分为二b类环境
6）建筑抗震设防类别：乙类
7）建筑结构阻尼比：ξ=0.03
8）框架结构的抗震等级：三级
9）基本雪压：s0=0.50KN/㎡
10）地基承载力设计值：f ak=120Kpa
11）冻土层厚度：700mm
1.2.3 工程做法
1）设计标高：室内设计标高±0.000，室内外高差900mm
2）后砌填充墙采用粘土空心砖砌筑，内墙200 mm，外墙300 mm；楼盖及屋面采用现浇混凝土结构，楼板厚度取120mm.
3）门窗表(大门为玻璃门，内门木门；窗为铝合金窗)
表1-1 门窗表
2 结构设计计算书
2.1 结构布置及基本构件的确定
2.1.1 梁截面尺寸的确定
楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构,楼板厚度取120㎜,框架梁截面高度按梁跨度的1/15—1/10估算,梁,柱,板的混凝土强度等级为C30(fc=14.3N/㎜2,ft=1.43N/㎜2)。

表2-1 梁截面尺寸（㎜）及各层混凝土强度等级
层次混凝土强度等级
横梁（b×h）
纵梁（b×h）次梁（b×h）34跨（57跨）45跨
1~4 C30 250×550 250×400 300×700 250×550 2.1.2 柱截面尺寸估算
框架结构抗震等级是三级。

其轴压比限值[u]=0.9,各层的重力荷载代表值近似取12KN/m2。

由（图2-1）可知边柱及中柱的截面负载面积分别为：6.9×3.0m2和6.9×4.5 m2，由式N=βfc A, A≥N/（[u]fc）,得柱截面面积为：
边柱：A≥1.2×6.9×3.0×12×103×5/(0.9×14.3)=100699㎜2
中柱：A≥1.2×6.9×4.5×12×103×5/(0.9×14.3)=261818㎜2
取柱截面为正方形，则边柱和中柱的截面高度分别为353㎜和405㎜。

根据上述计算结果综合考虑其他因素，本设计柱截面均取为500㎜×500㎜
2.1.3 基础的选用
基础选用柱下独立基础,采用C30混凝土,基础埋深1.5m。

结构平面布置图详见结构施工图，框架结构计算简图如（图2-1）。

取柱的形心线作为框架柱的轴线，梁轴线取至板底，2-4层柱高度即为层高，取 3.6m，底层柱高从基础顶面取至一层板底，即h1=4.2+0.9+0.6=5.7m为底层层高，室内外高差0.900m，从基础顶面到室外地坪为0.6m。

2.1.4 结构平面布置图及结构计算简图：(图2-1)
2.2 重力荷载计算
2.2.1 屋面及楼面的永久荷载标准值
屋面（不上人）：
30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/㎡
SBS防水层0.4 KN/㎡
20厚水泥砂浆找平层20×0.02=0.4 KN/㎡
100厚膨胀聚苯板0.2KN/㎡
120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.00 KN/㎡
V形轻钢龙骨吊顶0.25 KN/㎡
合计 5.46 KN/㎡
1~4层楼面：
瓷砖地面（包括水泥粗沙打底）0.55 KN/㎡
110厚钢筋混凝土板25×0.12=3.00 KN/㎡
V形轻钢龙骨吊顶0.25 KN/㎡
合计 3.80 KN/㎡
2.2.2 屋面及楼面可变荷载标准值
不上人屋面均布活荷载标准值0.5 KN/㎡
楼面活荷载标准值 2.0 KN/㎡
屋面雪荷载标准值S k= μr·s0=1.0×0.2=0.2 KN/㎡
式中：μr为屋面积雪分布系数，取μr =1.0
2.2.3 梁，柱，墙门，窗重力荷载计算
梁，柱可根据截面尺寸，材料容重及粉刷等计算出单位长度上的重力荷载：对墙，门，窗等可计算出单位面积上的重力荷载。

计算结果见（表2-2）。

外墙墙体为300㎜厚粘土空心砖，外墙面贴瓷砖（0.5 KN/㎡），则外墙单位墙面重力荷载为：
0.5+15×0.30+17×0.02=5.34 KN/㎡
内墙为200㎜厚粘土空心砖，两侧均为20㎜厚抹灰，则内墙单位面积重力荷载为：
15×0.20+17×0.02×2=3.68 KN/㎡
木门单位面积重力荷载为0.2 KN/㎡；铝合金窗单位面积重力荷载取0.4 KN/㎡。

表2-2 梁柱重力荷载标准值
层数
构件
b
/m
h
/m
γ
KN/㎡
β
g
KN/㎡
l i
KN/㎡
n
G i
/KN
∑G i
/KN
1~4 边横梁0.25 0.55 25 1.05 3.609 5.1 10 184.059
922.711 中横梁0.25 0.40 25 1.05 2.625 2.5 5 32.813
次梁0.25 0.55 25 1.05 3.609 5.1 6 110.435
纵梁0.3 0.7 25 1.05 5.513 7.3 16 595.404
1 柱0.50 0.50 25 1.1 6.875 5.7 20 783.750 783.750 2~4 柱0.50 0.50 25 1.1 6.875 3.6 20 495.000 495.000
注:（1）式中β为考虑梁,柱的粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数:g表示单位长度重力荷载；n为构件数量。

（2）梁长度取净长，柱长度取层高。

图2-1框架结构平面图及计算简图
2.2.4 重力荷载代表值
1），楼面恒荷载标准值为：
7.8×6×（6.0×2+3.0）×3.8=29.4×15×3.8=1651.860KN
2），屋面恒荷载标准值为：
29.4×15×5.46=2373.462KN
3），楼面均布活载：
29.4×15×2.0=869.400KN
4），屋面均布活载：
29.4×15×0.2=86.940KN
5），门窗重：
底层：窗面积129.150㎡（外），门面积29.106㎡（内），洞口3.780㎡（内）
二层：窗面积86.184㎡（外），门面积33.516㎡（内），洞口3.780㎡（内）
三层：窗面积114.576㎡（外），门面积33.516㎡（内），洞口3.780㎡（内）
顶层：窗面积98.301㎡（外），门面积33.516㎡（内），洞口3.780㎡（内）
底层门窗重：129.150×0.4+29.106×0.2=57.506KN
2层门窗重：86.184×0.4+33.516×0.2=41.177KN
3层门窗重：114.516×0.4+33.516×0.2=52.534KN
顶层门窗重：98.301×0.4+33.516×0.2=46.024KN
6），墙体自重：
底层：外墙自重：（29.4×5.1×2-129.15）×4.44=738.927KN
内墙自重：｛（6×10+7.8×5+3.3）×4.2-29.106-3.78｝×4.28=1698.193KN
738.927+1698.193=2437.120KN
2层：外墙自重：（29.4×4.2×2-86.184）×4.44=698.181KN
内墙自重：｛（6×13+7.8×5+3.3）×4.2-33.516-3.78｝×4.28=2002.886 KN
698.181+2002.886=2701.067 KN
3层：外墙自重：（29.4×4.2×2-114.576）×4.44=572.121KN
内墙自重：｛（6×13+7.8×5+3.3）×4.2-33.516-3.78｝×4.28=2002.886 KN
572.121+2002.886=2575.007 KN
顶层：外墙自重：（29.4×4.2×2-98.301）×4.44=644.381KN
内墙自重：｛（6×13+7.8×5+3.3）×4.2-33.516-3.78｝×4.28=2002.886 KN
644.381+2002.886=2647.267 KN
7）梁柱自重（见表2-2）
8）荷载分层总汇：
顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%屋面雪荷载，梁自重，半层柱自重，半层墙及门窗自重。

其他层重力荷载代表值包括：楼面恒载，50%楼面均布活载，梁自重，楼面上下各半层的柱及墙体门窗的自重。

将前述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值如下：
G1=1651.860+0.5×869.4+922.711
+（783.75+495+57.506+41.177+3133.825+3099.047）/2=6814.424KN，
G2= 3099.271+495+（41.177+52.534+2701.067+2575.007）/2=6279.164KN，
G3=3099.271+495+（52.534+46.024+2575.007+2647.267）/2=6254.687KN，
G4=2373.462+86.94×0.5+922.711+（495+2647.267+46.024）/2
=4933.789KN
计算简图见(图2-1)。

2.3横向侧移刚度计算
梁的线刚度i b =EcI b /L,其中Ec 为混凝土弹性模量，L 为梁的计算跨度，I b 为梁截面惯
性矩，对于现浇楼面，中框架梁：I b =2Ec I 0/L ，边框架梁：I b =1.5Ec I 0/L ，I 0为梁矩形截面惯性矩。

柱的侧移刚度计算，根据梁柱线刚度比k 不同，图1.1中的柱分为中框架中柱和边柱，边框架中柱和边柱以及楼梯间柱，现以2层A-1柱为例说明计算过程，其余柱的计算过程见表2-4表2-6。

表2-3 横梁线刚度ib 计算表
类别
层次
E c N/㎜2 b×h ㎜×㎜ I 0 /㎜4 L /㎜
E c I 0/L /N·㎜
1.5E c I 0/L /N·㎜ 2E c I 0/L /N·㎜ 边横梁 1-4 3.0×104 250×550 3.466×109 6000 1.733×1010
2.600×1010
3.466×1010 走道梁
1-4
3.0×104
250×400
1.333×109
3000
1.333×1010
2.000×1010
2.666×1010
表2-4 柱线刚度Ic 计算表
层次 h c /㎜ E c N/㎜2 b×h ㎜×㎜ I c /㎜4 E c I c / h c /N·㎜ 1 5700 3.0×104 500×500 5.208×109 2.741×1010 2-4 3600
3.0×104
500×500
5.208×109
4.34×1010
第2层A-1柱及其相连的梁的相对线刚度如图2-2所示 : 2.600 4.34
2.600 A-1柱及其相连梁的相对线刚度 图2-2
599.034.426.22=⨯⨯=
K 230.0599
.02599
.0=+=c a
92423600
1034.412230.02
10=⨯⨯⨯=D N/㎜
表2-5 中框架柱侧移刚度D值(N/mm2)
层次
边柱(10根) 中柱(10根)
∑D i K αc D i1K αc D i2
2-4 0.726 0.266 10690 1.494 0.460 17199 223112 1 0.968 0.495 8392 1.992 0.690 10579 151768
表2-6 边框架柱侧移刚度D值(N/mm2)
A-1,A-9,D-1,D-9 B-1,B-9,C-1,C-9
∑D i K αc D i1K αc D i2
2-4 0.599 0.230 9242 1.121 0.359 14426 92100 1 0.899 0.483 7742 1.494 0.571 9675 69200
表2-7 楼梯间框架柱侧移刚度D值(N/mm2)
层次
C-3，C-4，C-6，C-7 D-3，D-4，D-6，D-7
∑D i K αD i1K αD i2
2-4 1.131 0.361 14507 0.363 0.154 6189 82784
1 1.508 0.57
2 9704 0.484 0.396 6715 65676
将上述不同层框架柱侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度∑Di，如下表2-8示。

表2-8 横向框架层间侧移刚度i b计算表
层次 1 2 3 4
∑D i286643 397996 397996 397996
由表2-8可见，∑D1/∑D2=373654/527548= 0.78＞0.7，故该框架为规则框架。

2.4横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算
2.4.1 横向自振周期计算
结构顶点的假想位移由式
n s n
Gi k i Gi ij T k
k=i j=1k=1
V=G,()V/D,u()
u u
==
∆∆
∑∑∑求得，
式中k G 为集中在k 层楼面处的重力荷载代表值，
Gi V 为把集中在各楼面处的重力荷载代表值视为水平荷载尔的第i 层的层间剪力；s
ij j=1
D ∑为第i 层的层间侧移刚度；i ()u ∆，k
()u ∆为i,k 层的层间侧移；s 为同层框架柱的总数。

表2-9 结构顶点的假想侧移计算
层次 i G /KN
Gi V /KN
i
D ∑ N/㎜
i
u ∆/㎜
i
u
/㎜
4 4933.789 4933.789 397996 18.96 251.49 3 6254.687 11188.476 397996 42.26 232.53 2 6279.164 17467.640 397996 65.56 190.27 1
6814.424
35747.293
286643
124.71
124.71
按式1 1.7T T ψ=计算基本周期1T ，其中T u 量纲为m ，取T ψ=0.7，则
T 1=1.7×0.7×0.25140.5=0.6S
2.4.2 水平地震作用及楼层地震剪力计算
因结构高度不超过40m,质量和刚度沿高度分布比较均匀,变形以剪切型为主,故可用底部剪力法计算水平地震作用。

结构总水平地震作用标准值为：
0.85eq i G G =∑
0.85(4933.7896254.687+6279.164+6814.424)20639.754KN
=⨯+=
经查《建筑抗震设计规范》GB50011,场地类别是Ⅱ类，设计地震分组为第一组时，特征周期g T =0.35s,且当设防烈度为7度时，水平地震影响系数最大值max α=0.08，则满足
g T ≤1T ≤5g T ，所以有：
0.9
0.9
1max 10.350.080.0490.60g T T αα⎛⎫⎛⎫==⨯= ⎪ ⎪⎝⎭⎝⎭
10.04920639.7541011.348KN EK eq F G α==⨯=
因为1.4g T =1.4×3.5=0.49s<1T =0.6s,所以考虑顶部附加水平地震作用。

因为当0.35g T s ≤时,
顶部附加地震作用系数 10.08T 0.07n δ=+ 所以 0.080.60.070.118n δ=⨯+=
40.1181011.348119.339n EK F F KN δ∆==⨯=
各质点水平地震作用按式()1
1i i
i EK n n
i i
j G H F F G H
δ==
-∑计算,
(1)1011.348(10.118)892.009EK n F KN δ-=⨯-=
16814.424 5.7
892.0096814.424 5.76279.1649.36254.68712.94933.78916.5
F ⨯=⨯⨯+⨯+⨯+⨯
38842.216
892.009133.801259331.42
KN =
⨯=
表2-10 各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
层次 /m i H
/i G KN
/i i G H KN ·m
i i
j j
G H G H ∑ /i F KN
/i V KN
4 16.
5 4933.789 81407.518 0.314 280.091 280.091 3 12.9 6254.687 80685.462 0.311 277.415 557.50
6 2 9.3 6279.164 58396.225 0.225 200.702 758.208 1
5.7
6814.424
38842.216
0.150
133.801
892.009
259331.42i i G H ∑=
各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见(图
2-3)
图2-3横线水平作用及地震剪力作用下结构位移
2.4.3 水平地震作用下的位移验算
水平地震作用下框架结构的层间位移i u ∆和顶点位移i u 分别按式： ()1u /s
i ij i j v D =∆=∑和
()1
n
k k u u ==∆∑ ,计算出的框架各层层间位移应满足式[]e e u h θ∆≤,式中 e u ∆为多遇地震作用
标准值产生的楼层最大的层间弹性位移,h 为计算楼层层高，e θ为弹性层间位移角限值．本设计中[θe]=1/500
表2-11 横向水平地震下的位移验算
层次
/i V KN
i
D ∑/（N/㎜）
/i U mm ∆ /i u mm /i h mm
i
e i
u h θ∆=
4 280.091 397996 0.704 7.112 3600 1/5114 3 557.506 397996 1.401 6.418 3600 1/2570 2 758.208 397996 1.90
5 5.017 3600 1/1890 1
892.009
286643
3.112
3.112
5700
1/1832
由表2-11可见，最大层间弹性位移角发生在第一层，其值为1/1832〈1/550，满足要求。

2.4.4 水平地震作用下框架内力计算
以图 1.1中⑤轴线横向框架内力计算为例,框架柱端剪力及弯矩分别按式：
1
ij
ij ij s
ij
j D V V D
==
∑和 b ij ij M V yh =∙(上端弯矩)，()1u ij ij M V y h =∙-(下端弯矩).其中ij D 取自表
3.3，ij D ∑取自表3.6，层间剪力取自表
4.2。

各柱反弯点高度比y 按式:
123
n y y y y y =+++，其中n y 为框架柱的标准反弯点高度比; 1y 为上，下层梁线刚度变化
时反弯点高度比修正值2y ，3y 为上下层层高变化时反弯点高度比修正值。

设计中第2层柱需考虑修正值3y ，其余柱均无需修正。

具体计算结果见表4.4梁端弯矩，剪力及柱轴力
分别按式：()1,l l
b u b b i j ij l r b b i M M M i i +=++，()1,r r b u b b i j ij l r b b
i M M M i i +=++，12b b b M M V l +=，()n
L r i b b k
k i
N V V ==-∑ l b i ，r b i 为节点左右梁的线刚度。

i N 为柱在i 层的轴力，以受压为正，
其余梁线刚度取自表2-12。

计算过程见表2-13
表2-12 各层柱端弯矩及剪力计算
层次
i
h
/m
i
V
/KN
ij
D
∑
/（N/㎜）
边柱
1i
D
1i
V K y
1
b
i
M
1
u
i
M
4 3 3.6 280.091 397996 10690 7.523 0.726 0.3
5 14.88 27.64 3.
6 557.506 397996 10690 14.974 0.726 0.41 30.90 48.79
2 3.6 758.208 397996 10690 20.365 0.726 0.48 53.17 57.6 1 4.8 892.009 28664
3 8392 26.115 0.968 0.65 120.46 64.86
层次
i
h
/m
i
V
/KN
ij
D
∑
/（N/㎜）
中柱
2i
D
2i
V K y
2
b
i
M
2
u
i
M
4 3.6 280.091 397996 17199 18.99 1.494 0.42 28.71 39.65
3 3.6 557.506 397996 17199 36.96 1.49
4 0.4
5 59.88 73.18
2 3.6 758.208 397996 17199 49.51 1.494 0.50 89.12 89.12
1 5.7 892.009 286643 10579 48.67 1.99
2 0.55 128.49 105.1
3 注：表中M量纲为KN·m，V量纲为KN。

表2-13 梁端弯矩、剪力及柱轴力计算
层次
边梁走道梁柱轴力l
b
M r
b
M l
b
V l
b
M r
b
M l
b
V
边柱
N
中柱
N
4 27.64 19.27 6.0 7.82 20.38 20.38 3.0 13.59 -7.82 -5.77 3 63.67 49.52 6.0 18.87 52.37 52.37 3.0 34.91 -26.69 -21.81 2 91.
5 72.41 6.0 27.32 76.59 76.59 3.0 51.0
6 -54.01 -51.32 1 118.03 94.41 6.0 35.41 99.84 99.84 3.0 66.56 -89.42 -110.05 注：（1）柱轴力中的负号表示拉力。

当为左地震作用时，左侧两根柱为拉力，对应的右侧两根柱为压力。

（2）表中M单位为KN·m，V单位为KN，N单位为KN，l单位为m。

水平地震作用下框架的弯矩图，梁端剪力图及轴力图如图2-4所示。

图2-4水平地震作用下框架的内力图
2.5 竖向荷载作用下框架结构的内力计算
2.5.1 横向框架内力计算
(1)计算单元
取⑤轴线横向框架进行计算，计算单元宽度7.8m，如图2-5所示，由于房间内布置有次梁，故直接传递给该框架的楼面荷载如图中水平阴影线所示，计算单元内的其余楼面荷载通过次梁和纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。

图2-5 计算单元简图
1）荷载计算
在图2-6中，代表横梁自重，1q 和'
1q 为均布荷载形式，对第4层： '
11q 3.069KN /m,q 2.625KN /m ==
图2-6 各层梁上作用的荷载图
2q 为房间传给横梁的梯形荷载，走道梁以均布荷载形式传给纵梁,再由纵梁以集中力
形式传给横梁和柱，由图2-5所示的几何关系可得：
2q 4.96 3.919.344KN /m =⨯=
分别为由边纵梁，中纵梁直接传给柱的恒载，它包括梁自重、楼板重和女儿墙等的重力荷载，计算如下：
11 2.1 6.0 6.0P 3.91.9521.95 4.96 5.5137.8 3.609130.71KN 222+⎡⎤
⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯+⨯+⨯= ⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦
()21 2.1 6.0P 3.9 1.952 1.95+1.5 3.92 4.96
226.0
5.5137.8 3.609188.75KN
2
+⎡⎤
⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⨯ ⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦+⨯+⨯= 对于1-3层，q 1包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载，其他荷载计算方法同第四层，结果为：
q 1=3.609+4.28×（3.6-0.55）=16.663KN/m, q 1‘=2.625 KN/m q 2=3.0×3.9=10.8 KN/m
()11 2.1 6.0 6.0P 3.9 1.952 1.95 3.0 5.5137.8 3.6092224.447.3 3.60.7 2.1 1.820.4 2.1 1.82163.79KN
+⎡⎤⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯+⨯+⨯
⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦
+⨯⨯--⨯⨯+⨯⨯⨯=⎡⎤⎣⎦ ()21 2.1 6.0P 3.9 1.952 1.95+1.2 3.92 3.0 5.5137.8
226.0
3.609
4.287.3 2.9 1.80.9 1.80.90.4212.74KN
2
+⎡⎤⎛⎫=⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⨯+⨯ ⎪⎢⎥⎝⎭⎣⎦+⨯+⨯⨯-⨯+⨯⨯=
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图2-7所示。

对于第4层（不上人屋面）：
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图2-6所示。

对于第四层（不上人屋面）： q 2=3.9×0.5=1.95 KN/m,
P 1=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2｝×0.5=15.5025×0.5=7.75 KN P 2=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2+1.2×3.9×2｝×0.5 =24.8625×0.5=12.43 KN 同理，在屋面雪荷载作用下： q 2=3.9×0.2=0.78 KN/m,
P 1=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2｝×0.2 =15.5025×0.2=3.10 KN
P 2=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2+1.2×3.9×2 ｝×0.2
=24.8625×0.2=4.97 KN 对于1至3层： q 2=3.9×2=7.8 KN/m,
P 1=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2｝×2 =15.5025×0.2=31.01 KN
P 2=｛3.9×1.95+(2.1+6.0) ×1.95÷2+1.2×3.9×2 ｝×2 =24.8625×0.2=49.73 KN
3）梁端固端弯矩M F
例，恒载作用下，顶层边跨梁：
()222
3A B 1211
M 121212q l q l αα=---+ =()222311
3.609 6.019.344 6.0120.2950.2951212
-⨯⨯-⨯⨯-⨯+
=-60.25 KN.m 中跨梁：
'2BC 11 M 12q l =-=21
2.625
3.012-⨯⨯=-1.97 KN.m
同理，其他层弯矩计算见表2-12和表2-13。

表2-12横向框架恒载汇总表
层次 1q （KN/m ） q 1‘ （KN/m ） q 2 （KN/m ） P 1 （KN ） P 2
（KN ） AB M （KN.m ） BC M （KN.m ）
4 3.609 2.62
5 19.344 130.71 188.75 -60.25 -1.97 1-3
16.663
2.625
10.80
163.79
212.74
-85.47
-1.97
表2-13 横向框架活载汇总表
层次 q 2（KN/m ） P 1（KN ） P 2（KN ） AB M （KN.m ）
BC M （KN.m ）
4 1.95（0.78）
7.751(3.10) 12.43(4.97) -4.98(-2.41) 0 1-3
7.8
31.01
49.73
-21.08
注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。

（3）内力计算
梁端柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算。

由于结构和荷载均对称，故计算时可采用半框架。

弯矩计算过程见图2-6，所得弯矩图见图2-8，梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得，柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加得到，计算柱的轴力还需考虑柱的自重，如表2-15和表2-16所列。

1）弯矩分配系数计算（i
i
μ=∑）
例：A 柱顶端节点：
μ下柱=4i c /(4i c +4i b )=4×4.735/(4×4.735+4×5.4) =0.467 μ右梁=4i c /(4i c +4i b )=4×5.4/(4×4.735+4×5.4) =0.533 其余分配系数见图2-7所示。

2）梁端剪力及柱轴力计算
梁端弯矩求出后，从框架梁中截取梁为隔离体，由平衡条件可得梁端剪力及跨中弯矩，。

某层柱的轴力为该层以上所有与该柱相连的梁端剪力与节电集中力之和，当为恒荷载作用时，柱轴力应包括柱自重，柱端剪力可有柱端弯矩用平衡条件确定。

例：恒载引起剪力，对于第四层： AB 跨：()12A B q l q l
v V 1-22
α==
+（α=1.95/6.0=0.325） =3.609×3.0+19.344×3.0×（1-0.325）=50.00KN
BC 跨：'1B C q l
v V 2
===2.625×3.0/2=3.94 KN
弯矩引起剪力：m M -M V 2
=
左右
柱轴力：N=V+P,V —梁端剪力，P —节点集中力及柱自重。

计算结果详见表2-15及表2-16。

图2-7横向框架弯矩的二次分配法
图2-8 竖向荷载作用下框架弯矩图
表2-15 恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
层次
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
V A=V B V B=V C V A=-V B V B=V C V A V B V B=V C N顶N底N顶N底
4 50.00 3.94 -1.02 0 48.98 51.02 3.94 193.
5 218.25 245.11 269.8
6 3 71.86 3.94 -0.55 0 71.31 72.41 3.94 476.01 500.76 583.63 608.38 2 71.86 3.94 -1.55 0 70.31 73.41 3.94 757.52 782.2
7 923.15 947.9 1 71.86 3.94 -2.4
8 0 69.38 74.34 3.94 1038.6 1071.1 1263.6 1296.6
表2-16 活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）
层次
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V A=V B V B=V C V A=-V B V B=V C V A V B V B=V C
N顶=N底
N顶=N底
4
4.53
（1.81）
0 -0.026
（-0.039）
4.504
（1.77）
4.556
（1.85）
12.84
（4.98）
17.58
（7.06）
3 18.1
4 0
-0.1
（-0.097）
18.04
（18.04）
18.24
（18.24）
64.23
（56.37）
87.89
（77.37）
2 18.14 0 -0.1 0 18.04 18.24 0 115.62
（107.76）
158.2
（147.68）
1 18.14 0 -0.17 0 17.97 18.31 0 166.94
（159.08）
228.58
（218.06）
2.5.2 横向框架内力组合
（1）结构抗震等级
本工程的框架为三级抗震框架。

（2）框架内力组合
本例考虑了三种内力组合，即：1.35S Gk+S Qk，1.2S Gk+1.4S Qk，1.2S GE+1.3S EK
各层梁的内力组合结果见表2-17，表中前两列中的梁端弯矩M为经过调整后的弯矩，（调幅系数取0.8）。

层次截面
位置
内力S Gk S Qk S Ek
r RE｛1.2（S Gk+0.5S Qk）+
1.3S Ek｝
1.35S Gk+
S Qk
1.2S Gk+
1.4S Qk
V= r RE〔ηvb（M b l+M b r）/
l n+V Gb〕〕
四
A
M -45.66
-4.77
（-2.81）
627.64 -15.41 -69.31 -66.41 -61.47
64.92
V 48.98
4.504
（1.77）
77.11 41.79 56.58 70.62 65.08
B左
M -51.05
-4.9
（-2.6）
719.27 -65.9 -28.33 -73.82 -68.12 V 51.02
4.56
（1.85）
67.11 58.56 42.29 73.437 67.61
B右
M -11.35
-0.5
（-0.14）
620.38 9.59 -30.15 -15.82 -14.32
24.64
V 3.94 0 716.98 -13.88 21.44 5.32 4.73
跨间
M AB81.5 157.84 58.21 54.32
M BC15.07 15.07 4.39 4.28
三
A
M -74.06
-17.13
（-16.9）
663.67 -12.18 -136.44 -117.11 -112.85
96.62
V 71.38
18.04
（18.04）
717.15 59.35 95.02 114.40 110.91
B左
M -74.94
-17.66
（-17.42）
749.52 -123.57 -27.0 -118.83 -114.65 V 71.38
18.24
（18.24）
617.15 96.24 60.57 116.09 112.51
B右
M -9.43
-2.22
（-2.34）
652.37 41.52 -60.6 -14.95 -14.42
73.37
V 3.94 0 743.64 -41.60 49.20 5.32 4.73
跨间
M AB105.6 185.61 64.14 62.18
M BC43.11 43.11 8.74 8.09
二
A
M -73.68 -17.74 ±91.5 14.92 -163.51 -117.21 -113.25
132.64 V 70.31 18.04 724.83 57.21 112.09 117.10 113.31
B左
M -76.15 -10.27 772.41 -143.76 -2.56 -113.07 -105.76
V 86.48 18.24 ±24.83 112.47 57.59 117.54 112.57
B右
M -8.74 -1.9 ±76.59 65.95 -83.40 -13.70 -13.15
78.99
V 3.94 0 763.83 -63.74 70.17 5.32 4.73
跨间
M AB99.43 243.4 71.21 69.04
M BC67.41 67.41 9.08 8.91
一
A
M -68.14 -16.41 ±118.03 46.37 -183.79 -108.40 -104.74
127.21 V 69.38 17.79 732.19 45.12 116.26 112.54 108.47
B左
M -72.1 -17.29 794.41 -164.72 19.38 -114.63 -110.73
V 74.34 18.31 ±32.19 121.59 50.45 119.72 114.52
层 次 截面
位置 内力 S Gk
S Qk
S Ek
r RE ｛1.2（S Gk +0.5S Qk ）+
1.3S Ek ｝ 1.35S Gk + S Qk 1.2S Gk + 1.4S Qk V= r RE 〔ηvb （M b l +M b r ）/
l n +V Gb 〕〕
一
B 右 M -11.49 -2.54 699.84 85.81 -108.83 -18.05 -17.54 90.81 V 3.94
0 783.2 -85.22 91.65 5.32 4.73 跨间
M AB
111.86 252.23 89.34 87.19
M BC
87.77
87.77
10.4
9.77
下面以第一层AB 跨梁考虑地震作用的组合为例，说明内力的组合方法。

对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算，求跨间最大正弯矩时，可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。

由图2-8可得：
若A 121
V 2q q l 02
α-+≤（），说明x≤αl,其中x 为最大正弯矩截面至A 支座的距离，则x 可
由下式求解：
2
A 121V q q 02l
χχα--=
将求得的x 值代入下式即可得跨间最大正弯矩值，
32
max
A A 1211M M V q q 26l
χχχα=+--
若A 121
V 2q q l 02
α-+≥（），说明x ＞αl ，则
A 2
12
l
V q 2=
q q αχ+
+，
2max A A 122111
M M V (q q )q l(-l)223
χχαχα=+-+-
若V A ≤0,则
max A M M =
同理可求得均布荷载作用下的计算公式，如图2-8所示。

A B A 1M M 1V q l l 2+=-
+，A 1V =q χ，2max A A 11
M M V q 2
χχ=+-
对于第一层BC 跨：
1q =1.2×16.281=19.54KN/m
2q =1.2×（11.88+0.5×7.2）=18.58KN/m 左震：
61.83219.63111.95
206.61
6.620.12
6.6226.6
A V +⎛⎫=-
+⨯⨯+⨯-⨯⨯
⎪⎝⎭ =63.833 ()121
22
A V q q l α-
+=63.833-0.5×（2×20+20.12）×1.95 =5.220 KN>0
2
12
1.95
53.83320.12222020.12
A l
V q q q αχ+
+⨯=
=
++=1.83m max M =61.83+53.83×2.24-0.5×（20+20.12）×2.242+
0.5×20.12×1.95×（2.24-1.95/3） =112.64KN.m
m a x RE M γ=0.75×112.64=84.480 KN.m 右震：
245.05
25.84111.95
206.01
6.020.12
6.0
226.0
A V +⎛⎫=-
+⨯⨯+⨯-⨯⨯ ⎪⎝⎭ =65.60KN>0
()121
22
A V q q l α-
+=65.60-58.62=6.980>0 2
12
1.95
65.6020.12222020.12
A l
V q q q αχ+
+⨯=
=
++=2.12m max M =245.05+63.83×2.24-0.5×（20+20.12）×2.282+
0.5×20.12×1.95×（2.24-1.95/3） =322.20KN.m
max RE M γ=0.75×322.20=241.65KN
剪力计算：AB 净跨
n l =6.0-0.5=5.5m
左震：
l b V =63.83KN r b V =155.43KN l b M 边=61.83+63.83×0.25=77.79 KN.m r b M 边=-219.63+155.43×0.25=-180.77 KN.m 右震:
l b V =65.60KN r b V =153.78KN l b M 边=-245.05+65.60×0.25=-71.80 KN.m r b M 边=25.84+153.78×0.25=64.29 KN.m
l r b b M M +边边=77.79+180.77=258.56>71.8+64.29=136.09 KN.m ()1
20 5.520.12 5.5 1.9590.712
Gb V KN =
⨯+⨯-=⎡⎤⎣⎦ 则：
A V =1.1×136.09/5.5+90.71=117.93KN
B V 左=1.1×258.56/5.5+90.710=142.42KN
R E A V γ=0.85×117.93=100.24KN
RE B V γ左=0.85×142.42=121.06KN
（1）框架柱内力组合
取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果和玩具设计值的调整见表2-6~5.9,注意在考虑地震作用效应的组合中，取屋面为雪荷载时的内力进行组合。

表2-18 横向框架A 柱弯矩和轴力组合
层
截面 内
S Gk
S Qk
S Ek r RE ｛1.2（S Gk +0.5S Qk ）+ 1.3S Ek ｝ 1.35S Gk + 1.2S Gk +
1.4S Qk
︱M max ︳ N min
N max
4
柱顶
M 57.08 5.96
（3.51） 727.64
26.00 79.9 83.02 76.84 83.02
26.00 83.02
N 193.50
12.84
（4.98）
77.11
169.46
183.32 274.07 250.18 274.07 169.46 274.07 柱底
M -47.64 -9.36
（-8.7） ±14.88 -32.28
-61.3 -73.67 -70.27 -73.67 -32.58 -73.67 N 218.25 12.84
（4.98）
77.11
191.73 205.6 307.48 279.88 307.48 191.73 307.48 3 柱顶 M 44.94 12.04
（12.43）
748.79
-1.53
93.61 72.71 70.78 93.61
-1.53 72.71
N 476.01 64.23
（56.37） 724.26 458.79
477.43 706.84 661.13 477.43 458.79 706.84 柱底
M -45.60 -10.98 ±33.90 -12.93
-79.03 -72.54 -70.09 -79.03 -12.93 -72.54 N 500.76 64.23
（56.37）
724.26 452.40
499.7 740.26 690.83 499.7 452.4 740.26 2
柱顶 M 46.50 11.19 757.60
-9.89
109.92 73.97 71.47 109.92 -9.27 73.97 N 757.52 115.62
（107.76）
749.09 727.89
830 1138.27 1070.89 830 727.89 1138.27 柱底
M -54.76 -13.18 ±53.17 -3.6
-114.19 -87.11 -84.16 -114.19
-3.6
-87.11
N 782.27 115.62
（107.76）
749.09 751.65
853.76 1171.68 1100.59 853.76 751.65 1171.68 1
柱顶 M 28.62 6.89
764.86 --36.67
98.24
45.53 43.99 98.24
-36.67 45.53
N 1038.60 166.94
（159.08）
781.28 988.88
1157.95 1569.05 1480.04 1157.95 988.88 1569.05 柱底
M -14.31 -3.45 6120.46 109.88
-140.67 -22.77 -22.00 -140.67 109.88 -22.17 N 1071.10 166.94
（159.08）
781.28 1020.08
1189.15 1612.93 1519.04 1189.15 1020.08 1612.93
表2-19 横向框架A 柱柱端组合弯矩设计值的调整
层次 4 3 2 1
截面
柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 ()RE c c b M M γη=∑∑
— — — — 98.93 144.98 83.89 175.84 RE N γ
—
—
—
—
830
853.76
1157.95
1189.15
表2-20横向框架A柱剪力组合
层次S Gk S Qk S Ek r RE｛1.2（S Gk+0.5S Qk）
+1.3S Ek｝
1.35S Gk+
S Qk
1.2S Gk+
1.4S Qk
r RE〔ηvc（M c b+M c l）
/H n〕〕
4 -29.09
-4.26
（-3.39）
±11.81 -18.35 -44.45 -43.53 -40.87 55.88
3 -25.15
-6.39
（-6.5）
±22.97 -3.59 -54.35 -40.34 -39.13 68.32
2 -28.1
3 -6.77 ±30.77 1.86 -66.15 -44.75 -43.23 90.60 1 -8.9
4 -2.1
5 ±38.61 32.45 -52.88 -14.22 -13.74 66.01
表2-21(a) 横向框架B柱弯矩和轴力组合
层次截面
位置
内力S Gk S Qk S Ek
r RE｛1.2（S Gk+0.5S Qk）+
1.3S Ek｝
1.35S Gk+
S Qk
1.2S Gk+
1.4S Qk
︱M max︳
N
N min
M
N max
M
4 柱顶
M -37.46
-4.92
（-3.59）
739.65 -73.99 3.33 -55.49 -51.84 -73.99 -73.99 55.49 N 245.11
17.58
（7.06）
79.87 214.15 233.4 348.48 318.74 214.15 214.15 348.48 柱底
M 38.40
8.17
（7.92）
±28.71 266.12 10.13 60.01 57.52 266.12 266.12 60.01 N 269.86
17.58
（7.06）
79.87 236.43 255.67 381.89 348.44 236.43 236.43 381.89
3 柱顶
M -43.49
-11.13
（-11.54）
773.18 -123.40 28.82 -69.84 -67.77 -123.40 -123.40 -69.84 N 583.63
87.89
（77.37）
733.36 562.73 632.12 875.79 823.40 562.73 562.73 875.79 柱底
M 41.40 10.07 ±58.88 105.81 -16.66 65.96 63.78 105.81 105.81 65.96 N 608.38
87.89
（77.37）
733.36 586.49 655.88 909.20 853.10 586.49 586.49 909.2
2 柱顶
M -42.78 -10.41 789.12 -138.75 46.62 -68.16 -65.91 -138.75 -138.75 -68.16 N 923.15 158.20 （147.68）775.36 878.74 1035.48 1404.45 1329.26 878.74 878.74 1404.45 柱底
M 50.15 12.20 ±89.12 146.68 -38.68 79.90 77.26 146.68 146.68 79.9 N 947.90
158.20
（147.68）
775.36 902.5 1059.24 1437.87 1358.96 902.5 902.5 1437.87
1 柱顶
M -25.71 -6.25 7105.13 -137.02 81.65 -40.96 -39.60 -137.02 -137.02 -40.96 N 1263.60
228.58
（218.06）
7126.37 1186.3 1449.15 1934.44 1836.33 1186.3 1186.3 1934.44 柱底
M 12.86 3.13 ±128.49 147.48 -119.78 20.49 19.81 147.48 147.48 20.49 N 1296.60
228.58
（218.06）
7126.37 1217.98 1480.83 1978.99 1875.93 1217.98 1217.98 1978.99
表2-21（b ） 横向框架B 柱柱端组合弯矩设计值的调整
层次 4 3 2 1 截面
柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 柱顶 柱底 ()RE c c b M M γη=∑∑
— — 104.89 109.03 105.2 141.81 116.04 184.35 RE N γ
—
—
562.73
586.49
878.74
902.5
1186.3
1217.98
表2-22 横向框架B 柱剪力组合
层 次
S Gk S Qk S Ek
r RE ｛1.2（S Gk +0.5S Qk ）
+1.3S Ek ｝ 1.35S Gk +S Qk 1.2S Gk +1.4S Qk
r RE 〔ηvc （M c b +M c l ）
/H n 〕〕
4 -29.09
-4.26 （3.2） ±11.81 -14.99 -41.09 -43.53 -40.87 55.45 3 23.58
5.89
（6.0）
±36.96 67.95 -13.73 37.72 36.54 79.37 2 25.82 6.28 ±49.51
84.25 -25.17 41.14 39.78 91.65 1
8.04 1.95
±48.67
62.98
-44.59
12.80
12.38
76.75
2.6截面设计
2.6.1 框架梁
这里以第一层AB 跨梁为例，其他层梁的配筋计算见表2-23和2-24。

表2-23 框架梁纵向钢筋计算表
层次 截面 M/KN.m ξ A s 实配钢筋 ρ
续表2-23 框架梁纵向钢筋计算表
层次 截面 M/KN.m ξ A s
2实配钢筋 2ρ
表2-24 框架梁箍筋数量计算表
层次
截面 RE V γ /KN c c 00.2f bh β /KN sv t 0yv 0
A 0.42f bh S
1.25f h RE V γ-=
梁端加密区
非加密区 实配钢筋（
sv
A S
） 实配钢筋 （sv ρ%） 4
A ，
B L 64.92 368.225 -0.092<0 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@150（0.269） Br 24.64 260.975 -0.315<0 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@100（0.404） 3
A ，
B L 92.62 368.225 0.143 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@150（0.269） Br 73.37 260.975 0.194 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@100（0.404） 2
A ，
B L 132.64 368.225 0.409 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@150（0.269） Br 78.99 260.975 0.252 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@100（0.404） 1
A ，
B L 127.21 368.225 0.369 双肢φ8@100（1.01） 双肢φ8@150（0.269） Br
90.81
260.975
0.376
双肢φ8@100（1.01）
双肢φ8@100（0.404）
注：表中V 为换算至支座截面处的梁端弯矩。

（1）梁的正截面受弯承载力计算
从表5.5中分别选出AB 跨跨间截面及制作截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算成制作边缘处的控制截面的弯矩进行配筋计算。

支座弯矩：
A M =245.05-151.46×0.25=207.19KN.m
A RE M γ=0.75×207.19=155.39 KN.m
B M =219.63-157.73×0.25=180.20 KN.m B RE M γ=0.75×180.20=135.15 KN.m AB 跨间：
m a x
RE M γ=0.75×322.20=241.65 KN.m 混凝土强度等级为C30，（ f c =14.3N/㎜2, f t =1.43N/㎜2）,钢筋采用HRB335级钢筋，（f y =f y ’=300 N/㎜2）,环境类别为一类，保护层厚度取a s =35㎜。

对于一层AB 跨间：
06
22
10s 6
2
055035515
241.65100.255
1.014.3250515110.3000.55,0.5(10.5(10.850
241.651018403000.850511
s c b s y s h M a a f bh M
A mm f h ξξγγ=-=⨯===⨯⨯⨯=-=-=<==+=⨯+=⨯===⨯⨯可以故
A s =1851.8mm 2。

ρ=1851.8/(250×515)=1.44%<2%,同时0.45f t /f y =0.45×1.43/300=0.214% 满足要求。

支座A 上部：
A s =1017mm 2。

支座B 上部：
6
s 22
1c 0b M 135.15100.143f bh 1.014.3250515110.1550.55,ααξξ⨯===⨯⨯⨯==
=<=可以。

(6
s
2
2
1c 0b s 6
2
s y s 0M 155.39100.164f bh 1.014.3250515110.1800.55,0.510.510.957
M 155.3910A 1051mm f h 3000.957515
ααξξγγ⨯=
==⨯⨯⨯=-=-=<===⨯+=⨯===⨯⨯可以。

故
(
(s 6
2
s y s 00.510.510.963
M 155.3910A 908mm f h 3000.963515
γγ=+=⨯=⨯===⨯⨯故
A s =1017mm 2。

ρ=1017/（250×515）=0.79%〉0.25%。

同时ρ〉0.55f t /f y =0.55×1.43/300=0.262% 满足要求。

（1） 梁斜截面受剪承载力计算
一层AB 跨
RV V γ=127.21KN.m<00.2c c f bh β=0.2×1.0×14.3×250×515=368.225KN ，故截面满足尺寸要求。

梁端加密区箍筋取双肢 8@100，箍筋用HPB235级钢筋（ ），则 000.42 1.25sv
t yv
A f bh f h s
+ =0.42×1.43×250×515+1.25×210×515×101/100=213.19KN ＞127.21KN
加密区长度取0.85m ，非加密区箍筋取双肢 8@150，箍筋设置满足要求。

一层BC 跨：若梁端加密区箍筋取双肢 8@100，则其承载力为
0.42×1.43×250×365+1.25×210×365×101/100=151.10KN ＞RV V γ=90.81KN
由于非加密区长度较小，故全跨可按加密区配置。

2.6.2 框架柱
（1）剪跨比和轴压比验算
表2-24给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的 M c ,V c 和N 都应考虑承载力抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范的要求。

表2-24 柱的剪跨比和轴压比验算
柱 号 层 次 b /mm h 0 /mm f c
/(N/mm 2) M c /KN.m V c /KN N /KN M c /V c h 0 N/f c bh A 柱
4 500 460 14.3 110.69 52.29 409.97 4.59>2 0.115<0.9 3 500 460 14.3 124.81 63.94 666.27 4.24>2 0.186<0.9 2 500 460 14.3 142.74 77.82 1067.2 3.99>2 0.299<0.9 1 500 460 14.3 175.84 62.21 1486.44 6.14>2 0.416<0.9 B 柱
4 500 460 14.3 98.6
5 48.34 340.89 4.44>2 0.095<0.9 3 500 460 14.3 154.25 79.74 819.85 4.19>2 0.299<0.9 2 500 460 14.3 183.35 99.12 1324.05 4.02>2 0.370<0.9 1
500
460
14.3
184.35
74.09
1851.04
5.41>2
0.518<0.9
2
210/yv f N mm =。