高层建筑结构课程设计(doc 37页)

安全性
□对信息系统安全性的威胁
任一系统，不管它是手工的还是采用计算机的，都有其弱点。

所以不但在信息系统这一级而且在计算中心这一级(如果适用，也包括远程设备)都要审定并提出安全性的问题。

靠识别系统的弱点来减少侵犯安全性的危险，以及采取必要的预防措施来提供满意的安全水平，这是用户和信息服务管理部门可做得到的。

管理部门应该特别努力地去发现那些由计算机罪犯对计算中心和信息系统的安全所造成的威胁。

白领阶层的犯罪行为是客观存在的，而且存在于某些最不可能被发觉的地方。

这是老练的罪犯所从事的需要专门技术的犯罪行为，而且这种犯罪行为之多比我们想象的还要普遍。

多数公司所存在的犯罪行为是从来不会被发觉的。

关于利用计算机进行犯罪的任何统计资料仅仅反映了那些公开报道的犯罪行为。

系统开发审查、工作审查和应用审查都能用来使这种威胁减到最小。

□计算中心的安全性
计算中心在下列方面存在弱点：
1.硬件。

如果硬件失效，则系统也就失效。

硬件出现一定的故障是无法避免的，但是预防性维护和提供物质上的安全预防措施，来防止未经批准人员使用机器可使这种硬件失效的威胁减到最小。

2.软件。

软件能够被修改，因而可能损害公司的利益。

严密地控制软件和软件资料将减少任何越权修改软件的可能性。

但是，信息服务管理人员必须认识到由内部工作人员进行修改软件的可能性。

银行的程序员可能通过修改程序，从自己的帐户中取款时漏记帐或者把别的帐户中的少量存款存到自己的帐户上，这已经是众所周知的了。

其它行业里的另外一些大胆的程序员同样会挖空心思去作案。

3.文件和数据库。

公司数据库是信息资源管理的原始材料。

在某些情况下，这些文件和数据库可以说是公司的命根子。

例如，有多少公司能经受得起丢失他们的收帐文件呢?大多数机构都具有后备措施，这些后备措施可以保证，如果正在工作的公司数据库被破坏，则能重新激活该数据库，使其继续工作。

某些文件具有一定的价值并能出售。

例如，政治运动的损助者名单被认为是有价值的，所以它可能被偷走，而且以后还能被出售。

4.数据通信。

只要存在数据通信网络，就会对信息系统的安全性造成威胁。

有知识的罪犯可能从远处接通系统，并为个人的利益使用该系统。

偷用一个精心设计的系统不是件容易的事，但存在这种可能性。

目前已发现许多罪犯利用数据通信设备的系统去作案。

5.人员。

用户和信息服务管理人员同样要更加注意那些租用灵敏的信息系统工作的人。

某个非常无能的人也能像一个本来不诚实的人一样破坏系统。

□信息系统的安全性
信息系统的安全性可分为物质安全和逻辑安全。

物质安全指的是硬件、设施、磁带、以及其它能够被利用、被盗窃或者可能被破坏的东西的安全。

逻辑安全是嵌入在软件内部的。

一旦有人使用系统，该软件只允许对系统进行特许存取和特许处理。

物质安全是通过门上加锁、采用防火保险箱、出入标记、警报系统以及其它的普通安全
设备就能达到的。

而作为联机系统的逻辑安全主要靠“口令”和核准代码来实现的。

终端用户可以使用全局口令，该口令允许利用几个信息系统及其相应的数据库；终端用户也可使用只利用一个子系统或部分数据库的口令。

□安全分析过程
大多数公司的办公人员询问关于信息和计算中心的安全时，往往问“一切都行了吗?”其实他们应该问“对于信息和计算中心的安全，我们应该做什么?”。

用户管理人员应该与信息服务管理人员定期地共同研究，进行安全分析，这种安全分析为各方都愿意接受。

简言之，这种安全分析意指决定要多大的一把“挂锁”。

遗憾的是，某些公司乐意承担巨大的风险，但又侥幸地希望不要出现自然灾害或预先考虑到的祸患。

“难得出现”并不等于“永不出现”，关于这一点某些公司发现得太晚了。

目录
摘要 (5)
一、建筑设计 (5)
1、设计资料 (5)
2、结构方案评价 (6)
二、结构布置及有关尺寸的初步估算 (6)
1、结构布置及梁,柱截面尺寸的初选 (6)
2、荷载计算 (9)
三、结构的线刚度与横向侧移刚度计算 (13)
1、结构的线刚度计算 (13)
2、结构的横向侧移刚度计算 (15)
四、框架的风荷载、地震荷载集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi (15)
1、地震荷载作用下的梁、柱、墙、门、窗重力荷载标准值 (15)
2、风荷载标准值计算及位移验算 (22)
五、风荷载计算 (24)
六、竖向荷载内力计算 (25)
七、水平荷载作用下内力计算 (28)
1. 水平地震荷载作用下 (28)
2. 水平风载作用下的内力计算 (31)
八、三四层内力算至柱边缘处 (32)
九、竖向荷载作用下弯矩调幅后梁控制截面内力值 (33)
十、三四层内力组合如下表 (33)
十一、截面配筋计算 (33)
1. 梁跨中截面配筋计算 (33)
2. 计算柱弯矩设计值 (36)
十二、参考文献 (39)
摘要：现建一栋整体式钢筋混凝土六层框架结构的建筑物，建筑高度为20.4m，基本风压0.35kN/m。

设计内容包括建筑与结构设计两部分。

这个设计项目的建筑设计，进行了建筑物的平、立、剖的三方面的设计。

办公楼属于公共建筑，既要求满足建筑布局，也要有抗震、采风通光等各方面的要求。

结构设计，主要进行了结构布置及选型、荷载计算、内力计算、内力组合、按最不利内力进行各杆件配筋计算。

关键词：框架结构；办公楼；建筑设计；结构设计
一、建筑设计
1.设计资料
（1）某六层办公楼，采用整体式钢筋混凝土结构，标准层平面图详见附图
1 。

（2）建筑物层高：底层层高为3.9m，2～6层层高为3.3m。

（3）抗震设防烈度为7度，Ⅰ类场地土，特征周期分区为二区。

（4）基本风压：w0＝0.35 kN/m2，地面粗糙度为B类。

（5）其他条件可参照相关教材中有关框架结构的设计例题。

（6）恒载分项系数为1.2；活荷载分项系数为1.4。

（7）材料选用：混凝土采用C30；
钢筋梁、柱中受力纵筋均采用HRB335或HRB400，箍筋及构造钢筋采用HPB235。

附图1 标准层平面图
其他：
①室内外高差450mm；基顶标高为-1.200m。

②屋面做法：不上人屋面（活荷载0.5 kN/m2），卷材防水（有保温层，二道防水），水泥膨胀珍珠岩找坡。

（注：屋面保温、防水、找坡层总重按2.5 kN/m2计算。

）
③女儿墙：240 mm厚，采用实心砖（自重按18 kN/m3）砌筑，墙高0.5m，100mm混凝土压顶。

④外墙饰面：20 mm厚水泥砂浆打底、找平，面刷乳胶漆（外墙用）。

⑤内墙饰面：混合砂浆刷乳胶漆（总厚度22mm）。

⑥外纵墙上开窗高度：底层为2.6m，2～4层为2.0m。

⑦内纵墙自重计算可以不扣除门洞，外纵墙自重计算必须扣除窗洞，然后再计算窗重。

（塑钢窗自重按0.4 kN/m3计算）
⑧纵向框架梁及基础梁均按照250×400设计。

2.结构方案评价
该建筑为常见的一般建筑物，即属于A级框架结构体系，查表2-2得：抗震设防烈度为7度时，最大适用高度为50m，该设计方案建筑高度为（3.9+3.3×5）m=20.4m﹤50m，故满足要求。

查表2-6得：最大高宽比为4，该设计方案高宽比为H/B=35.4
2.74 13
m
m
=<，
故满足要求。

查表2-10得长宽比限值为6.0，该设计方案长宽比为36
2.77 6.0
13
m
m
=<故满足
要求。

该方案设计的建筑物立面规则，均匀，从上到下外形不变，沿高度布置连续均匀；建筑平面形状为矩形，规则，简单，对称；长宽比不大，有利于抗震。

综上所述：该结构方案合理。

二、结构布置及有关尺寸的初步估算
1、结构布置及梁,柱截面尺寸的初选
项目情况：该工程为办公楼设计。

建筑总共6层，底层层高为3.9m，2～6层层高为3.3m。

室内外高差450mm；基顶标高为-1.200m。

框架平面与柱网布置图如下图2-1。

图2-1 结构平面布置图
板厚取120 mm，
3600
12090
4040
l
h mm
=>≈=。

一．确定计算简图
假定框架柱与基础顶面接触，框架梁与柱刚接，设计时为了计算的方便，使每个柱子的尺寸不变，于是梁的跨度和柱截面形心线之间的距离相等。

将基础距离室外地坪的高度设为1.2m，室内外高差为0.45m，所以底层的柱子高度为h=3.9+1.2+0.45=5.55m，其余各层竹篙从露面算到上一层楼面，所以都是3.3m,于是框架的计算见图为下图2-2表示。

图2-2 框架计算简图
二.梁、柱截面尺寸的估算：
（1）梁截面
1.AB跨：
主梁：L =7200mm
h =（
112~18
）L =600mm ~900mm ,取h =700mm b =（13~12）h =233mm ~350mm ，取b =300mm 故该框架的横梁与纵梁的初步设计截面尺寸为b ×h =300mm ×700mm
次梁：L =7200㎜
h =（
118~112
）L =400mm ~600mm ,取h =500mm b =（13~12）h =200mm ~300mm ，取b =300mm 故框架的次梁初步设计截面尺寸为b ×h =300mm ×500mm
2.BC 跨：
主梁：L =3000mm
h =（112~18
）L =250mm ~375mm ,取h =500mm b =（13~12
）h =167mm ~250mm ，取b =300mm 故框架梁的初步设计截面尺寸为b ×h =300mm ×500mm 。

于是计算结果归纳于下表2-1：
(2)柱截面尺寸的估算
框架柱截面尺寸根据柱的轴压比限制，按下式计算：
N Fgn β= 公式
（2-1）
式中：
β：为考虑地震作用组合后柱轴力压力增大系数，边柱取1.3，等跨内柱取1.2,不等跨取1.25；
F : 为按照简支状态计算柱的负荷面积；
g ：为折算后在单位面积上的重力荷载代表值，近似取14kN /2m ;
n : 为验算截面以上楼层层数；
则底层中柱的轴力设计值为
N =1.2×14×7.2×(7.2+3)/2×5=3084.48kN
该项目工程全部使用C 30的混凝土, 查表的fc =14.3N/mm 2 ，首先假定该层柱截面尺寸b×h =500mm ×500mm ，则柱的轴压比为：
9.0863.05005003.141048.30843
<=⨯⨯⨯==bh f N c μ，满足要求。

故该框架柱的估计尺寸符合要求，确定为b ×h =500mm ×500mm 。

并且为了施工的方便性，可以使得各层的所有柱子的截面尺寸都保持不变。

2、荷载计算
2.1 屋面与楼面的恒荷载标准值计算
一.屋面
防水层（刚性）30厚C20细石混凝土 1.02/kN m
防水层（柔性）三毡四油上面铺小石子 0.4 2/kN m
找平层：15厚水泥砂浆 0.015m ×203/kN m ＝0.32/kN m 找坡层：40厚水泥石灰焦渣砂浆找坡 0.04m ×143/kN m ＝0.562/kN m 保温层：80厚矿渣水泥 0.08m ×14.53/kN m ＝1.162/kN m 结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.12m ×253/kN m ＝32/kN m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m ×173/kN m ＝0.172/kN m 合计 6.59 2/kN m
二.标准层楼面：
大理石面层 0.02m ×283/kN m ＝0.562/kN m 20厚1：3干硬性水泥砂浆 0.02m ×203/kN m ＝0.42/kN m 结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.12m ×253/kN m ＝32/kN m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m ×173/kN m ＝0.172/kN m 合计： 4.13 2/kN m
三．卫生间楼面
2厚水泥砂浆贴10厚300 ×300防滑地砖 0. 342/kN m 20厚水泥细砂浆面层 0.02m ×203/kN m ＝0.42/kN m 30厚水泥砂浆找坡 （0.03+3.4×0.01/2）m ×203/kN m ＝0.962/kN m 15厚水泥砂浆找平 0.015m ×203/kN m ＝0.32/kN m 结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.12m ×253/kN m ＝32/kN m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m ×173/kN m ＝0.172/kN m
合计： 5.17 2/kN m
2.2 屋面与楼面活荷载计算
一. 根据《荷载规范》查得 ：
楼 面：2.02/kN m
走 廊: 2.52/kN m
二.雪荷载
S k =1.0×0.45 2/kN m =0.45 2/kN m
2.3 梁、柱、墙、门、窗的重力荷载计算 一.梁自重：
1.边横梁、纵梁：b ×h =300mm ×700mm
梁自重： (0.7m -0.12m )×253/kN m ×0.3m =4.35 /kN m 抹灰层：10厚混合砂浆：
[(0.7m -0.12m )
×2+0.3m ] ×0.01m ×
173/kN m =0.25/kN m
合计： 4.6 /kN m
2．中横梁：b ×h =300mm ×500mm
梁自重： (0.5m -0.12m ) ×25 3/kN m ×0.3m =2.85/kN m 抹灰层：10厚混合砂浆：
[(0. 5m -0.12m )×2+0.3m ] ×0.01m ×173/kN m =0.18
/kN m
合计： 3.03 /kN m
3.次梁：b ×h =300 mm ×500 mm
因为次梁的尺寸和作法与中横梁完全一样，则次梁的重力荷载也是3.03/kN m
4.基础梁：b ×h =300 mm ×500mm
梁自重： 25 3/kN m ×0.3m ×0.5m =3.75/kN m
二.柱自重：
柱尺寸：b ×h =500 mm ×500 mm
柱自重： 0.5m×0.5m×25 3
kN m
kN m=6.25/
/
抹灰层：10厚混合砂浆： 0.01m×0.5m×4×173
kN m
kN m=0.34 /
/
合计： 6.59 /
kN m
三.外墙自重：
标准层：
墙体：（3.4m-1.8m-0.5m-0.4m）×0.3m×183
kN m
/
kN m=4.32/
铝合金窗： 0.35 3
kN m×1.8m×1.8m =0.63
/
kN m
/
水刷石外墙面：（3.4m-1.8m）×0.5 2
kN m
kN m=0.9 /
/
水泥粉刷内墙面：（3.4m-1.8m）×0.36 2
kN m
kN m=0.648/
/
合计： 6.498 /
kN m
底层：
墙体：（3.4m-1.8m-0.5m-0.4m）×0.3m×183
kN m
kN m=4.32 /
/
铝合金窗： 0.35 2
kN m
kN m×1.8m=0.63 /
/
水刷石外墙面：（3.4m-1.8m）×0.5 2
kN m
/
kN m=0.9/
水泥粉刷内墙面：（3.4m-1.8m）×0.36 2
kN m
/
kN m=0.648/
合计： 6.498 /
kN m 四.内墙自重：
标准层：
墙体：（3.4m-0.5m）×0.3m×183
kN m
kN m=16.2/
/
水泥粉刷内墙面： 3.0m ×0.36 2/kN m ×2=2.16/kN m
合计： 18.36 /kN m 底层：
墙体： （3.4m -0.5m ）×0.3m ×183/kN m =16.2 /kN m 水泥粉刷内墙面： 3.0m ×0.36 2/kN m ×2=2.16 /kN m
合计： 18.36 /kN m
五.女儿墙自重：
女儿墙使用300mm 厚的蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，γ=5.5kN/m 3，两侧均为20mm 厚的抹灰，墙高设计为900mm ，另外上面为100厚混凝土盖顶。

则单位面积内的重力荷载为：
5.53/kN m ×0.3m +173/kN m ×0.02m ×2=2.332/kN m
三、结构的线刚度与横向侧移刚度计算 1、结构的线刚度计算
在框架结构中，为了增大梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架的侧移，现浇楼板的楼可以作为梁的有效翼缘。

为考虑这一有利的作用，在计算梁的截面惯性矩的时候，对于中框架取I=2 I o （I o 为梁的截面惯性矩），边跨梁I=1.5 I o
30/12I bh =
梁采用C30混凝土，查表的，其弹性模量27/100.3m kN E c ⨯=
i 边＝EI/L=72341
3.010/ 1.50.3(0.7)/7.2m 5.361012
kN m m m kN m ⨯⨯⨯⨯⨯=⨯⋅ 中跨梁：
i 中＝EI/L=72341
3.010/20.3(0.5)/3m 6.251012
kN m m m ⨯⨯⨯⨯⨯=⨯kN m ⋅ 底层柱：
i 底＝EI/L=72441
3.010/(0.5)/
4.85 6.681012
kN m m m ⨯⨯⨯=⨯kN m ⋅ 其余各层柱：
i 上＝EI/L=72441
3.010/(0.5)/3.49.531012
kN m m m ⨯⨯
⨯=⨯kN m ⋅ 令i 上＝1.0,则其余各杆件的相对线刚度为：
i 边＝
4
45.36100.5629.5310⨯=⨯ i 中＝4
4
6.25100.6569.5310⨯=⨯ i 底＝
4
4
6.68100.7019.5310⨯=⨯ 则该框架的相对线刚度如下图3-1所示：
图3-1 框架梁柱的相对线刚度
2、结构的横向侧移刚度计算
底层： A 、E 柱 0.5620.8020.701
K =
= 0.5 1.062
0.4652 2.802c K K α+=
==+ 4
22
1212 6.68100.46515846.27kN/m 4.85c c i D h α⨯⨯==⨯=
B 、
C 柱 0.5620.656 1.7380.701K +=
= 0.50.5992c K
K
α+==+
2
120.5993407820412.72kN/m c
c
i D h α==⨯= (15846.2720412.72)272517.98kN/m D =+⨯=∑
标准层： A 、E 柱 0.56220.5621.02K ⨯=
=⨯ 0.2192c K
K
α==+
4
22
12129.53100.21921665.1kN/m 3.4
c c i D h α⨯⨯==⨯= B 、C 柱 0.5620.6560.6092 1.0K +=
=⨯ 0.233
2c K
K α==+
4
22
12129.53100.23323050.1kN/m
3.4c c i D h α⨯⨯==⨯=(21665.123050.1)289430.4kN/m D =+⨯=∑
计算结果见下表3-1：
表3-1 横向侧移刚度统计表
四、框架的风荷载、地震荷载集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi
1、地震荷载作用下的梁、柱、墙、门、窗重力荷载标准值
1.1 梁、柱、墙、门、窗重力荷载标准值
二．墙自重
外墙作法：全部使用300mm 厚的灰砂砖，γ=18kN/m 3，,一侧为20mm 的厚抹灰层，γ=17kN/㎡，一侧墙体为水刷石墙面，γ=0.5kN/㎡； 则外墙的重力荷载标准值为：
183/kN m ×0.3m+173/kN m ×0.02m +0.52/kN m =6.242/kN m
内墙使用300mm 厚的灰砂砖，γ=18kN/m 3,两侧均为20mm 厚的抹灰层，则内墙的单位面积重力荷载标准值为：
183/kN m ×0.3m +173/kN m ×0.02m ×2=5.742/kN m 三．门窗单个重力荷载计算
除大门为玻璃门2=0.45/kN m γ，办公室为木门2=0.2/kN m γ 窗：全部使用铝合金玻璃窗2=0.35/kN m γ
1.2 重力荷载代表值
重力荷载代表值指该建筑物的相关构件自重标准值和可变荷载组合值之和。

12(+G 0.5+G ++G 0.5+G +G +0.5G G G =⨯⨯⨯上柱下柱层梁板自重上墙下墙门窗楼面活荷载）（G ）公式（4-1）
其中G 楼面活荷载前所乘的系数0.5为可变荷载的组合值系数。

当计算顶层时，可变荷载取雪荷载，系数仍取0.5。

底层： 外墙总长：
43.4-0.58-1.82-2.14-2.46+.-.4-1.82+43.4-0.58-1.82-2.16-2.42-2.7=56.7m ⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯（17605）
外墙面积：56.7m ×4.85m=274.9952m
外墙自重：6.24×274.995=1715.97 kN 所以 G =171597./2=857.985 kN
内墙总长：
（7.2-0.35-0.4）×8+（7.2-0.2-0.15）×5+5.4-0.2-0.15+3.6×4-0.4-0.5×2-1.8-0.9×3+0.15+3.6×3-0.4-0.5×2-0.9×3+3.6×2-0.35×2-0.9×2+3.6×3-0.35-0.5-1.8-0.9+0.15+3.6×2-0.3-0.9×2=123.45m 内墙G =123.45×4.85×5.74/2=1718.362 kN
底层梁自重 G =2064.635kN 柱子：G =(1067+748)/2=907.5 kN
门： G =（1.8×2.7×2+2.4×2.7×2+2.7×2.7+1.8×2.1×2）×0.45+（0.9×2.1×11+1.8×2.1）×0.2=21.803 kN
窗：G =（1.8×1.8×3+2.1×1.8×10+2.4×1.8×6）×0.35=25.704 kN 板：G =[43.4×17.6-(3.6-0.3)×(5.4-0.35)×4.13+(3.6-0.3)×(5.4-0.35)×5.17=3171.99kN
活荷载：G =0.5×2.0×43.4×17.6=763.84kN 二层：
外墙总长：43.4-0.5×8-1.8×2-2.1×4-2.4×6+（17.6-0.5×4-2.1）×2+43.4-0.5×8-1.8×2-2.1×10=54.8m
外墙自重：G=54.8×3.4×6.24/2=581.318kN
内墙总长：（7.2-0.35-0.4）×12-2.4×6+（7.2-0.2-0.15）×6+5.4-0.2-0.15+43.4-0.5×8-0.9×6+36-0.7-0.5×4-1.2×4-0.9×4-1.8+3.6×2-0.3-0.9×2=171.35m
内墙G=171.35×3.4×5.74/2=1672.033 kN
柱：G=748 kN
梁：G=2064.635 kN
门：G=（2.4×2.1×6+1.8×2.1+1.2×2.1×4+0.9×2.1×12）×0.2=13.356 kN
窗：G=（1.8×1.8×4+2.1×1.8×14+2.4×1.8×6）×0.35=32.13kN
板：G=3171.99kN
活荷载：G=763.84kN
标准层：
外墙：G=581.318kN
内墙：
总长:(7.2-0.35-0.4)11+(7.2-0.2-0.15)8+5.4-0.2-0.15+43.4-0.5×8-0.9×10-1.2×2+36-0.7-0.5×4-1.8-0.9×8+3.6×2-0.3-0.9×2=188.2m
内墙自重：G=188.2×3.4×5.74/2=1836.456kN
柱：G=748 kN
梁：G=2064.635 kN
门：G=（0.9×2.1×20+1.2×2.1×2+1.8×2.1）×0.2=9.324kN
窗：G==32.13kN
板：G=3171.99kN
活荷载：G=763.84 kN
顶层：
雪荷载：G=0.5×0.45×43.4×17.6=171.864kN
外墙：G=581.318kN
内墙：
总长：（7.2-0.35-0.4）×8+（7.2-0.2-0.15）×7+5.4-0.2-0.15+43.4-0.5×8-1.2×4-0.7×4+36-0.7-0.5×4-1.8-0.7×6-0.9×2+3.6×2-0.3-0.9×2+(1.8-0.3-0.7) ×10+(2.1-0.3) ×10=193kN
内墙自重：G=193×3.4×5.74/2=1883.294kN
柱：G=748/2=374kN
梁：G=2064.635kN
门：G=（1.2×2.1×4+0.9×2.1×4+0.7×2.1×20+1.8×2.1）×0.2=10.164 kN 窗：G=32.13kN
女儿墙:使用300mm厚的蒸压粉煤灰加气混凝土砌块， =5.5kN/m3，两侧均为20mm厚的抹灰，墙高设计为900mm，另外上面为100厚混凝土盖顶。

则单位面积内的重力荷载为：
5.53
/
kN m
kN m×0.02m×2=2.332
/
kN m×0.3m+173
/
屋面女儿墙：0.9×（43.4+17.6）×2=122m2
女儿墙自重：G=122×2=244kN
板：G=43.4×17.6×6.59=5033.706kN
活荷载：G=763.84kN
综合以上计算得：
G1=7813.457+1718.362+581.318+1672.033=11785.17kN
G2=581.318+581.318+1672.033+1836.456+748+2064.635+13.356+32.13+3171.9 9+763.84=11465.076kN
G3=G4=(581.318+1836.45)*2+748+2064.635+9.324+32.13+3171.99+763.84=116 25.467kN
G5=1883.294+581.318+374+2064.635+10.164+32.13+171.864+244+5033.706+76 3.84=11158.951kN
所以，地震荷载集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi，可由下图4-1表示：
图4-1 地震荷载集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi
1.3 横向水平地震作用下框架的侧移计算
表4-2 结构顶点的假想侧移计算表
层次 G i ／kN
V Gi ／kN ∑D i ／（N ／mm ) △ui ／mm
u i ／mm 5 11158.951 11158.951 89430.4×16 7.8 40.2 4 11625.467 22784.418 89430.4×16 15.9 72.2 3 11625.467 34409.885 89430.4×16 24.0 96.2 2 11465.076 45874.961 89430.4×16 32.0 72.2 1
11785.17 57660.131
72517.98×16
40.2
40.2
框架的自振周期：
取0.7T ψ=,则1 1.7 1.70.70.11990.41T T T u ψ=⨯=⨯=s
1.4 横向水平地震作用下的楼层地震剪力计算
由于本结构高度不超过40m ，变形以剪切型为主的且质量和刚度沿高度分布比较均匀，故使用底部剪力法计算水平地震作用。

结构总的横向水平地震作用标准值计算如下：
0.850.85(11785.1711465.07611625.467211158.951=57660.137eq i G G kN
==⨯++⨯+∑） 查表得
0.35g T s = ，max 0.08α=；
因为15g g T T T <<，1 1.4 1.40.350.49g T T s <=⨯=，所以可不考虑顶部附加地震作用分数n δ。

0.90.9
1max
1
10.35(
)(
)0.080.0690.41
0.06957660.1373978.55g Ek eq T T F G kN ααα==⨯===⨯=
计算各质点的水平地震作用标准值，将上述n δ和Ek F 代入可得
1
3978.55
(1,...,)i i
i n
j
j
j G H F i n G H
===∑
计算结果见表4-3：
表4-3 各质点横向水平地震作用下楼层地震剪力计算表
层次 H i ／m G i ／kN
G i H i ／kN·m
i i
j j
G H G H ∑ F i ／kN V i ／kN 5 18.45 11158.951 205882.65 0.308 1225.39 1225.39 4 15.05 11625.467 174963.28 0.262 1042.38 2267.77 3 11.65 11625.467 135436.70 0.203 807.65 3075.42 2 8.25 11465.076 94586.88 0.142 564.95 3640.37 1
4.85
11785.17
57158.07
0.086
342.16
3982.53
各质点的水平地震作用下的楼层地震剪力沿着房屋高度的布设情况见图4-2所示：
(a)横向地震作用下荷载分布 （b ）每层之间剪力分布
图4-2 横向水平地震作用及楼层地震剪
1.5 水平地震作用下的位移验算
横向水平地震作用下的该一榀框架结构的每层间位移i u ∆和顶点位移i u 各按下面两式计算：
1i
i s
ij
j V u D
=∆=
∑ 公式（4-3）
1
n
k k u u ==∆∑ 公式（4-4）
计算结果见表4-4所示，表中的层间弹性位移角θ=i u ∆/i h 。

表4-4 横向水平地震作用下的位移验算
由上表可知，该框架的最大层间位移角位于在第二层，其为1/1339＜[i u ∆/h]= 1/550，满足要求。

2、风荷载标准值计算及位移验算 2.1 风荷载标准值计算
为简化计算，将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如下表所示，表中Z 为框架节点之室外地面的高度，A 为一榀框架每层节点的受风面积。

计算公式为：
0k Z s Z P w A
βμμ=
计算结果见下表4-5：
表4-5 风荷载标准值计算
所以，该框架在风荷载作用下的标准值示意图见下图4-3：
图4-3 风荷载作用下的结构受荷图，单位为kN
2.2 风荷载作用下框架的的位移验算 风荷载作用下框架的层间位移计算公式为：
1
j
j n
j V u D
=∆=
∑
该框架在横向风荷载作用下的侧向位移计算结果见下表4-6：
表4-6 风荷载作用下框架的位移计算
由上表可知，风荷载作用下该框架的最大层间位移角最大值为1/7698＜[i u ∆/h]= 1/550，满足要求。

五、风荷载计算
取4号轴线处一榀横向框架为计算单元
H=35.4m ﹥30m ，且高宽比H/B=35.4/13=2.7﹥1.5 所以要考虑风振系数 βz =1+
z z ϕξνμ 基本振型Z 高度处振型系数z Z
H
ϕ= 基本风压值ω0=0.35kN/m 2
框架结构基本周期：T 1=0.25+0.53×10-3 22
3
0.250.53100.53s -=+⨯= 2222010.350.530.098./kN s m ωT =⨯=
城市郊区属于B 类粗糙度地区，查表3-3得，脉动增大系数ξ=1.228 H/B=35.4/36=0.983 查表3-4得脉动影响系数ν=0.4585 平面为矩形所以风载体型系数μs =0.8+0.5=1.3 μz 由表3-1查得 ωki =βzi μs μz ω0
六、 竖向荷载内力计算
梁柱线刚度计算
因为在设计时：当梁两边都有楼板时，I=2.0I r 当梁一边有楼板时， I=1.5I r 注：I r 为按矩形截面计算的惯性矩。

所以梁的线刚度计算如下表： 梁位置
E c
L b ×h I r I i b ﹙×1010﹚ 中间梁 3.15×104 6500 400mm ×600mm 7.2×109 14.4×109 6.98 边 梁 3.15×104
6500
400mm ×600mm
5.4×109
10.8×109
5.24
注：i b=
EI l
柱的线刚度计算如下表：
层数 E c h b ×h I i c ﹙×1010﹚ 2-6 3.15×104 3300 650mm ×650mm 14.88×109 13.02 1 3.15×104
3900
650mm ×650mm
14.88×109
11.72
注：i c =
EI h
因为竖向荷载为对称荷载，取4号轴线的一榀框架为计算单元，结构对称,所以中柱的剪力和弯矩为零。

楼层 Z/m μs μzi βzi z ω0 ωki h i A i F i 1 3.0 1.3 1.0000 1.0477 0.0847 0.35 0.4767 3.3 19.8 9.44 2 6.6 1.3 1.0000 1.1050 0.1864 0.35 0.5028 3.6 21.6 10.86 3 10.2 1.3 1.0056 1.1613 0.2881 0.35 0.5314 3.6 21.6 11.48 4 13.8 1.3 1.1064 1.1984 0.3898 0.35 0.6033 3.6 21.6 13.03 5 17.4 1.3 1.1928 1.2320 0.4915 0.35 0.6686 3.6 21.6 14.44 6 21.0
1.3
1.2670
1.2636
0.5932
0.35
0.7284
3.6
21.6
15.73
由每个杆件均为固端，所以转动刚度S=4i 分配系数μi =
i
S S
∑
传递系数C=0.5
在竖向恒载作用下
在竖向恒载作用下梁柱内力计算结果如下
其中梁端剪力由公式：V b l i ι=21
+2l r b i b i ql M M -
212r r l
b i b i b i V l ql M M =+-
柱剪力：V i h i =t b ci ci M M +
梁轴力为上下两柱剪力的代数和，
柱上端的轴力=其上所有柱自重+其上所有墙自重+其上所有梁端剪力 柱下端的轴力=该柱上端的轴力+本层柱的自重
柱的自重=0.65×0.65×25×3.6=38.03kN 外墙自重=6kN/m ×6m=36kN 内墙自重=1.5kN/m 2×6m ×(3.6-0.6)m=27kN 层数
截面
M
N
V
4
柱
边柱
上端
43.72 -1041.68 -24.29 下端 43.72 -1079.71 -24.29 中柱
上端
0 -1691.18 0 下端
0 -1729.21
0 梁
左端 -87.44 0 89.00 跨中 51.29 - - 右端
110.98 0 -96.25 3
柱
边柱
上端 43.72
-1024.71
-24.20
下端 43.41 -1242.74 -24.20 中柱
上端
0 -1948.71 0 下端
0 -1986.74 0 梁
左端 -87.44 0.09 89.00 跨中 51.29 - - 右端
110.98
0.09
-96.25
注：弯矩、剪力以顺时针为正，逆时针为负。

轴力以压负，拉为正。

计算3,4层柱的轴力时用到的其他各层梁的剪力见下表
在竖向活载作用下梁柱内力统计如下表
其中梁端剪力由公式：V b l ·ι=21
+2l r b b ql M M -
212r r l
b b b V l ql M M =+-
柱剪力：V i h i =t b ci ci M M +
梁轴力为上下两柱剪力的代数和，
柱轴力=其上所有梁端剪力 层数
截面
M
N
V
4
柱
边柱
上端
18.42 -261.09 -10.23 下端 18.42 -261.09 -10.23 中柱
上端
0 -569.82 0 下端
0 -569.82 0 梁
左端
-36.84
37.48
层数 V l bi /kN
V r bi /kN
3-6
89.00 96.25
跨中 37.48 - - 右端 46.73 0 -40.52 3
柱
边柱
上端
18.42 -298.57 -10.20 下端 18.29 -298.57 -10.20 中柱
上端
0 -650.86 0 下端
0 -650.86 0 梁
左端 -36.91 0.03 37.48 跨中 37.48 - - 右端 46.73
0.03
-40.52
注：弯矩、剪力以顺时针为正，逆时针为负。

轴力以压负，拉为正。

计算3,4层柱的轴力时用到的其他各层的梁的剪力见下表
七、水平荷载作用下内力计算 1. 水平地震荷载作用下
取4号轴线一榀框架为计算单元，每根柱子所分剪力计算如下表
层数 V l bi /kN
V r bi /kN
3-6
37.48 40.52
查表得柱子的反弯点如下表
层数边柱中柱
5
n=10 j=5
K=0.536 y0=0.45
α=0.211 y1=y2=y3=0
y=y0+y1+y2+y3=0.45
n=10 j=5
K=1.072 y0=0.50
α=0.349 y1=y2=y3=0
y=y0+y1+y2+y3=0.50
4
n=10 j=4
K=0.536 y0=0.50
α=0.211 y1=y2=y3=0
y=y0+y1+y2+y3=0.50
n=10 j=4
K=1.072 y0=0.50
α=0.349 y1=y2=y3=0
y=y0+y1+y2+y3=0.50
3
n=10 j=3 K=0.536 y 0=0.50 α=0.211 y 1=y 2=y 3=0 y=y 0+y 1+y 2+y 3=0.50 n=10 j=3 K=1.072 y 0=0.50 α=0.349 y 1=y 2=y 3=0 y=y 0+y 1+y 2+y 3=0.50
注：由于上下层梁的线刚度及上下层高均相同，所以y 1 y 2 y 3均为零 柱端弯矩由公式：(1)ci i i M V y h =-上 ci i i M V yh =下 计算 梁端弯矩：边跨 +1+bi ij i j M M M =上下
中间跨 1()l
l
b bi ij
i j
l r b b
i M M M i i +=++上
下
由平衡条件计算梁端剪力及跨中弯矩
柱的轴力=梁端剪力的代数和 所以中柱轴力为零。

所以在水平地震荷载作用下梁柱内力计算见下表 层数
截面
M
N
V
4
柱
边柱
上端
382.61 888.19 212.56 下端 382.61 888.19 212.56 中柱
上端
632.70 0 351.50 下端 632.70 0 351.50 梁
左端
698.79 - 200.86 右端 606.83 - 200.86 3
柱
边柱
上端
406.44 1109.27 225.80 下端 406.44 1109.27 225.80 中柱
上端 672.14 0 373.41 下端 672.14 0 373.41 梁
左端
789.05 - 221.76 右端 652.42
-
221.76
2.水平风载作用下的内力计算
反弯点的算法同水平地震作用下反弯点算法
柱端弯矩由公式：(1)ci i i M V y h =-上 ci i i M V yh =下 计算 梁端弯矩：边跨 +1+bi ij i j M M M =上下
中间跨 1()l
l
b bi ij
i j
l r b b
i M M M i i +=++上
下
由平衡条件计算梁端剪力及跨中弯矩
柱的轴力=梁端剪力的代数和 所以中柱轴力为零。

所以在水平风荷载作用下梁柱内力计算见下表 层数
截面 M N V 4
柱
边柱
上端 52.94 105.85 29.41 下端 52.94 105.85 29.41 中柱
上端 87.53 0 48.63 下端 87.53 0 48.63 梁
左端 94.80 - 27.24 右端 82.23 - 27.24 3
柱
边柱
上端 58.59 137.22 32.55 下端 58.59 137.22 32.55 中柱 上端 96.89 0 53.83 下端 96.89 0 53.83 梁
左端 111.53 - 31.34 右端
92.21
-
31.34
八、三四层内力算至柱边缘处
由公式： M 边=M －V ·b/2 V 边=V －q ·b/2 q=12kN/m g=28.5kN/m b=0.65m 计算过程见下表 截面 A 3 B 3l A 4 B 4l 恒载内力 柱轴线处 M
87.44 110.98 87.44 110.98 V
89.00 96.25 89.00 96.25 柱边缘处 M
58.52 79.70 58.52 79.70 V
79.74
86.99
79.74
86.99
活载内力柱轴线处M 36.84 46.73 36.84 46.73
V 37.48 40.52 37.48 40.52 柱边缘处M 24.66 33.56 24.66 33.56
V 33.58 36.62 33.58 36.62 风载内力柱轴线处M 111.53 92.21 94.80 82.23
V 31.34 31.34 27.24 27.24 柱边缘处M 101.34 82.02 85.95 73.38
V 31.34 31.34 27.24 27.24
水平地震内力柱轴线处M 789.05 652.42 698.79 606.83 V 221.76 221.76 200.86 200.86 柱边缘处M 716.98 580.35 633.51 541.55 V 221.76 221.76 200.86 200.86
九、竖向荷载作用下弯矩调幅后梁控制截面内力值。

（调幅系数取0.8）
层数截面恒载内力活载内力
柱边缘处柱边缘处
M V M V
3 4 A -46.82 79.74 -19.73 33.58 AB l 66.64 —28.04 —
B l -63.76 86.99 -26.85 36.62
注:表中弯矩梁下端受拉为正,上端受拉为负
十、三四层内力组合如下表
层号边柱梁
M b M t N M A M中M B V
３591.89 591.44 3112.48 -1000.10 185.62 -847.08 414.65
十一、截面配筋计算
该建筑属于丙类，设防烈度7度（0.15g），Ⅰ类场地，查表4-4,4-5得：抗震等级为二级。

1.梁跨中截面配筋计算
因梁板现浇，故跨中按T形截面计算， h
f ·=100mm，α
s
=α
s
·=40mm， h
b0
=560mm
h f `/h
=100/560=0.18﹥0.1,所以b
f
·不受此限制，b+S
n
=400+（6000-400）=6000；
l 0/3=6500/3=2167mm,故取b
f
·=2167mm
由组合结果得梁跨中最不利弯矩M
max
=185.62KN·m
由h 0=h －40mm=560mm
α1f c b f `h f `(h-h f `/2)=1.0×16.7×2167×100×﹙560-100/2﹚=1845.63kN ·m ﹥185.62kN ·m,故属于第一类T 形截面。

则αs = 6
'22
100.75185.62101.016.7560RE c f b M b h γ⨯⨯==αƒ⨯⨯2167⨯0.0123
ξ=1-12s -α=0.0124 ∴A s =10 1.016.74005600.124
360
c b y f αƒξ⨯⨯⨯⨯==bh 698.04mm 2
采用
级筋 ρmin =max ﹛0.2％,0.45f t /f y =0.45×1.57/360=0.196％﹜=0.2％
0.002bh=0.002×400×600=480mm 2 ﹤A s ,故满足要求 取下部配筋416，﹙ A s =804mm 2 ﹚，跨中上部为构造筋 A 支座负弯矩配筋
跨中底部钢筋直通至A 端， 则在抵抗A 端负弯矩时， A s ·=804mm 2
0()s y b M A f h a ''''=-=804×360×﹙560－40﹚=150.51×106N ·mm αs = 6
22
10(0.75101.016.7400560
RE c b M M bh γ-'⨯1000.10-150.51)⨯==αƒ⨯⨯⨯0.286 ξ=1-12s -α=0.346 A s1=
10 1.016.74005600.346
360
c b y f αƒξ⨯⨯⨯⨯==bh 3595.32mm 2
1t s s s A A A '=+=3595.32+804=4399.32mm 2， 取上部配筋为228+432（A s =4449mm 2）
A 端截面x/h b0=0.346﹤0.518 /t b s s A A =4449/804=5.53﹥0.3 均满足要求。

A 端正弯矩承载力
αs = 6
22
100.75101.016.7400540
RE c b M bh γ⨯875.39⨯==αƒ⨯⨯⨯0.337 ξ=1-12s -α=0.429 A s =
10 1.016.74005600.429
360
c b y f αƒξ⨯⨯⨯⨯==bh 4457.78mm 2
1s s A A A =-跨中=3653.78mm 2
配628+416(A s =4499mm 2)
B 端截面配筋
b s s A A '==804mm 2
0()s y b M A f h a ''''=-=804×360×﹙560－40﹚=150.51×106N ·mm
αs = 6
22
10(0.75101.016.7400560
RE c b M M bh γ-'⨯847.08-150.51)⨯==αƒ⨯⨯⨯0.231 ξ=1-12s -α=0.267 A s1=
10 1.016.74005600.267
360
c b y f αƒξ⨯⨯⨯⨯==bh 2774.43
1t s s s A A A '=+=2774.43+804=3578.43mm 2 取上部配筋628（A s =3695mm 2） /t b s s A A =3695／804=4.60＞0.3 x/h b0=0.267＜0.518 均满足要求
B 端正弯矩承载力
αs = 6
22
100.75101.016.7400560
RE c b M bh γ⨯677.72⨯==αƒ⨯⨯⨯0.242 ξ=1-12s -α=0.282 A s =
10 1.016.74005600.282
360
c b y f αƒξ⨯⨯⨯⨯==bh 2087mm 2 配416+228（A s =2036mm 2）
梁箍筋计算及剪压比验算
梁端箍筋加密区剪力设计值由强剪弱弯要求计算，取左端（A 端）正弯矩及右端（B 端）负弯矩组合， 由梁端弯矩设计值计算箍筋加密区剪力设计值
1.228.5/34.2/q KN m KN m =⨯= ' 1.412/16.8/q KN m KN m =⨯=
W='
'11
34.216.842.6/22g q KN m +
=+⨯= 11
42.6 5.85124.6122
Gb n V Wl KN ==⨯⨯=
vb l +V l r
b b n Gb V =η(M +M )/=1.2×(875.39+847.08)/(6.5-0.65)+124.61=477.94kN
按剪力设计值为477.94KN 计算抗剪箍筋
3000.420.85477.94100.42 1.57400560
1.25 1.25270560sv RE b t b yv b A V f b h s f h γ-⨯⨯-⨯⨯⨯==
⨯⨯=1.346 配双肢箍10 A sv =157mm 2， S=
157
116.641.346 1.346
sv A ==mm 加密区长度：max ﹛1.5h b ,500﹜=900mm
箍筋最大间距s=min ﹛h b /4,8d, 100﹜=100mm 由构造要求加密区箍筋取10@100mm 非加密区由组合剪力值计算箍筋
30.85100.42 1.574005601.25270560
sv A s ⨯414.65⨯-⨯⨯⨯=⨯⨯=1.083 配双肢箍10 A sv =157mm 2，S= 157
1451.083 1.083
sv A mm == 由箍筋的最小配筋率要求
1.570.280.280.163%270
sv t sv yv A f bs f ρ=
==⨯= 1.57240.800.163%400
sv sv A S mm b =
==ρ⨯ 非加密区箍筋取10@145mm
梁端截面剪压比验算：3
00.85477.94101.016.7400560RE b c c b b V f b h γ⨯⨯=
β⨯⨯⨯=0.109＜0.2 满足要求 边柱轴压比验算及抗弯配筋计算
3
max 100.44116.7650650
c c c N n f b h 3112.48⨯===⨯⨯＜0.8满足要求
2. 计算柱弯矩设计值
由梁端弯矩设计值计算柱端弯矩设计值（按强柱弱梁及局部加强要求调整柱端弯矩设计值）
1.21000.101200.12c
c b M
M KN m =η=⨯=•∑∑
3层柱顶：591.89
1200.12616.19591.89560.91
t c M KN m =⨯
=•+
4层柱底：560.91
1200.12583.39591.89560.91
b c M KN m =⨯=•+
有地震作用组合时，二级框架，柱的轴力取最不利内力组合值作为设计值 6
03
616.1910197.9710
M e mm N ⨯===3112.48⨯ 柱的长细比
0 1.25 1.25 3.6 6.920.650.65
c l H h ⨯===＞5 应考虑偏心距增大系数
13
0.50.516.7650650 1.1310c f A N ⨯⨯⨯ζ===3112.48⨯＞1.0 取ζ1=1.0 由于0l
h
＜15 则取ζ2=1.0
e a =max ﹛20mm,h c /30﹜=max ﹛20mm,650/30=21.67mm ﹜=21.67mm e i =e 0+e a =197.97+21.67=219.64mm, h 0=h －a s =650mm －40mm=610mm
220120
1
11()1(6.92) 1.0 1.0 1.095219.64
14001400610i l e h
h η=+
ζζ=+⨯⨯⨯=⨯ ηe i =1.095×219.64=240.5mm ＞0.3h 0=0.3×610=183mm
且N b =10 1.016.76500.5186103429.96c c b c f b h KN αξ=⨯⨯⨯⨯=＞N=3112.48kN 故属于大偏心受压
e =ηe i +h/2-a=240.5+650/2-40=525.5mm
对称配筋 x=3
10.8510243.721.016.7650
RE c c N mm f b γ⨯3112.48⨯==α⨯⨯
'1003(/2)(')
0.853112.4810 1.016.7650360(61040)
481.74RE c c c s s y c Ne f b x h x A A f h a mm
γ-α-==
-⨯⨯⨯525.5-⨯⨯⨯243.72⨯(610-247.32/2)=⨯-=
2min min 0.002650650845A bh mm =ρ⨯=⨯⨯=＞A s ∴按最小配筋面积配筋
配218+220 （A s =1137mm 2）配筋率为0.269％，满足单侧配筋率不小于0.2％的要求
有构造要求柱截面纵向钢筋最小总配筋率ρmin 总=0.8％ 可得柱最小总配筋面积为 0.8％×650×650=3380mm 2
全截面配筋为418+820 （A s =3530mm 2）， 取为四个侧面配筋相同,边柱在计算方向的抗弯配筋为's s A A ==218+220
边柱箍筋计算及剪压比验算
按强剪弱弯要求，由柱端弯矩设计值计算柱剪力设计值
()/ 1.2(583.93616.19)(3.60.6)480.05b t c vc c c n V M M H KN =η+=⨯+÷-=
用480.05KN 进行抗剪配筋计算 γRE =0.85 ，λ=
0591.89
2.95328.70610
c c M V h ==⨯ 0.30.316.76506502116.73c f A KN =⨯⨯⨯=＜N=3112.48KN,所以N 取为3112.48KN
033A 1
1.050.0561 1.050.85480.0810 1.576506100.0561*******
2.9510.75
SV RE c t c c yv V f b h N S f h ⎡⎤
⎛⎫=γ-+ ⎪⎢⎥λ+1⎝⎭⎣
⎦⎡⎤
⎛⎫=
⨯⨯⨯-⨯⨯⨯+⨯3112.48⨯ ⎪⎢⎥⨯+⎝⎭⎣⎦
=
取复合箍筋4肢10，则A sv =314mm 2
S=
314
418.670.750.75
sv A ==mm 2 采用复合箍筋，最小配筋特征值λv =0.08 混凝土强度为C35 计算体积配筋率 由表6—5查得：0.0816.7
0.495270
v c v yv f f λ⨯ρ=
==%＜0.6％ ∴取ρv =0.6％ 1278.58610
171.580.6610610
k k v a l S mm l l ⨯⨯=
==ρ%⨯⨯ 根据表6—6构造要求 S max =min ﹛8d, 100mm ﹜故取加密区箍筋为4肢10，间距100mm ， 非加密区箍筋为4肢10， 间距为150mm 长柱的柱端箍筋加密区长度取
max ﹛H c0/6, h c , 500mm ﹜=max ﹛3000/6, 650, 500﹜=650mm 柱的剪压比验算
3
100.85101.016.7RE c c c c V f b h γ⨯480.05⨯=
α⨯⨯650⨯610
=0.062＜0.2， 满足要求 3. 边柱柱节点核芯区箍筋计算
由梁端组合弯矩设计值计算核芯区剪力设计值
'30'0 1.21200.121056040
(1)(1)2289.46560403600600jb b
b j b
c b M h a V KN h a H h η-⨯⨯-=-=⨯-=----∑
核芯区取ηj =1.5,取核芯区混凝土等级与梁相同为C35
因N=3112.48KN ＜10.50.5 1.016.76506503527.88c c c f b h KN α=⨯⨯⨯⨯=
j c b b = ； j c h h =
用2289.46KN 进行抗震受剪承载力验算 ()()033' 1.10.050.852289.4610 1.1 1.5 1.576506500.05 1.5101618.12svj j yv b j RE j j t j j j c A b f h a V f b h N S b KN
⎛
⎫-≥γ-η+η ⎪
⎝
⎭=⨯⨯-⨯⨯⨯⨯+⨯⨯3112.48⨯⨯= ()()
3301010 4.40'27056040svj
yv b A s f h a 618.12⨯618.12⨯===-⨯- 核芯区箍筋与柱端加密区相同，取4肢10， 则S=314
71.364.40
mm = 取核芯区箍筋4肢10@60
核芯区剪压比验算，3
0.85100.1841.016.7RE j
j c j j V f b h γ⨯2289.46⨯==η⨯⨯650⨯650
＜0.30，满足要求。

十二、参考文献
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[2] 陈文斌、章金良.建筑工程制图.上海：同济大学出版社，1996
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[6] 吴德安主编.《混凝土结构计算手册》（第3版）.北京：中国建筑工业出版社，2002
[7] 王大勇等编.《建筑工程施工图识读》.北京：中国建筑出版社，1994
[8] 沈杰.地基基础设计手册.上海:上海科学技术出版社.1988
[9][美]H.F.温特科恩、方晓阳主编.钱鸿缙、叶书麟等译校.基础工程手册.北京：中国建筑工业出版社，1983
[10]梁兴文、史庆轩主编.土木工程专业毕业设计指导.北京：科学出版社，2002。