AB跨： += 136.92+198.64=335.56kN·m
＞253.86+61.80=315.66kN·m
=(20.86+0.5×7.68)×1.2×1/2×5.94=88.03kN·m
BC跨: +=131.96+92.45=224.4kN·m
=(9.35+0.5×3)×1.2×1/2×2.16=14.06 kN·m
=1.1×335.56/5.94 +88.03=150.17 kN
=1.10×224.4/2.16+14.06=128.34 kN
考虑承载力抗震调整系数RE=0.85
=0.85×150.17=127.64 Kn
=0.85×128.34=109.09
若调整后的剪力值大于组合表中的静力组合的剪力值,则按调整后的剪力进行斜截面计算。梁的正截面、斜截面强度计算见表22、表23。
表22 第一层框架梁正截面强度计算
截面 1 1 2 3
M(kN·m) -253.86 136.92 125.59 -198.64
b×h0 (㎜2) 250×565 250×565 250×565 250×565
b/2×V(kN·m) 32.5 32.5 33.28
(kN·m) -221.36 104.42 125.59 -165.36
(kN·m) -166.02 78.32 94.19 -124.02
0.154 0.072 0.087 0.115
0.168 0.075 0.091 0.123
0.916 0.963 0.954 0.939
1034.8 464.3 564 754
选筋 2Φ22
1Φ20 2Φ20 2Φ20 2Φ22
实配面积 1074.2 628.4 628.4 760
0.76 0.44 0.44 0.54
截面 3 4 4 5
M(kN·m) 61.80 -131.96 92.45 6.23
b×h0 (㎜2) 250×565 250×365 250×365 250×365
b/2×V(kN·m) 33.28 23.47 23.47
(kN·m) 28.52 -108.49 68.98 6.23
(kN·m) 21.39 -81.36 51.37 6.23
0.019 0.180 0.114 0.013
0.019 0.200 0.121 0.013
0.990 0.9 0.939 0.993
123.3 798.9 486.3 55
选筋 2Φ18 2Φ22 2Φ18 2Φ18
实配面积 509.0 760 509.0 509.0
表23 梁的斜截面强度计算
截面 支座A右 支座B左 支座B右
设计剪力V´
（kN） 144.46 147.93 104.33
RE·V´
（kN） 122.79 125.74 88.68
调整后的剪力
（kN） 150.17 150.17 128.34
RE·V
（kN） 127.64 127.64 109.09
b×h0 250×565 250×565 250×365
0.2fcbh0 353.13×103＞V 353.13×103＞V 228.13×103＞V
箍筋直径Φ
（mm）肢数（n） n=2; Φ=8 n=2; Φ=8 n=2; Φ=8
Asv1 50.3 50.3 50.3
箍筋间距S（mm） 100 100 80
Vcs=0.056fcbh0
+1.2fyv·n·Asv1·h0/s 215.53×103＞RE·V 215.53×103＞RE·V 190.18×103＞RE·V
sv= n·Asv1 /b·s(%) 0.402 0.402 0.503
svmin=0.03fc/fyv(%) 0.179 0.179 0.179
根据国内对低周期反复荷载作用下的钢筋混凝土连续梁和悬臂梁受剪承载力试验，反复加载使梁的受剪承载力降低。考虑地震作用的反复性，表中公式将静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘0.8的降低系数。
3.9.2.3 柱截面设计
以第一，二层B柱为例，对图20中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ，截面进行设计。
混凝土等级为C25，=12.5N/mm，=13.5N/mm
纵筋为Ⅱ级, =310 N/mm，箍筋为=210 N/mm
图20 柱计算截面示意图
轴压比验算
表24 轴压比限值
类别
一 二 三
框架柱 0.7 0.8 0.9
框架梁 0.6 0.7 0.8
由B柱内力组合表18查得:
Ⅰ-Ⅰ=1660.95kN
c==1660.95×103/(450×450×12.5)=0.656＜0.9
Ⅱ-Ⅱ=1951.51kN
c==1951.51×103/(450×450×12.5)=0.771＜0.9
Ⅲ-Ⅲ=1977.45kN
c==1977.45×103/(450×450×12.5)=0.781＜0.8
均满足轴压比的要求。
A 正截面承载力的计算
框架结构的变形能力与框架的破坏机制密切相关,一般框架,梁的延性远大于柱子。梁先屈服使整个框架有较大的内力重分布和能量消耗能力，极限层间位移增大，抗震性能较好。若柱子形成了塑性铰，则会伴随产生较大的层间位移，危及结构承受垂直荷载的能力，并可能使结构成为机动体系。因此，在框架设计中，应体现“强柱弱梁”，即一、二级框架的梁柱节点处，除顶层和轴压比小于0.15者外（因顶层和轴压比小于0.15的柱可以认为具有与梁相近的变形能力）。梁、柱端弯矩应符合下述公式的要求：
三级框架 =1.1
式中:
—－节点上、下柱端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值之和;
－—节点上、下梁端逆时针或顺时针截面组合的弯矩设计值之和。
地震往返作用,两个方向的弯矩设计值均应满足要求,当柱子考虑顺时针弯矩之和时,梁应考虑逆时针方向弯矩之和,反之亦然。可以取两组中较大者计算配筋。
由于框架结构的底层柱过早出现塑性屈服，将影响整个结构的变形能力。同时，随着框架梁铰的出现，由于塑性内力重分布，底层柱的反弯点具有较大地不确定性。因此，对一、二级框架底层柱底考虑1.15的弯矩增大系数。
第一层梁与柱节点的梁端弯矩值由内力组合表17,查得
:左震 198.64+92.45=291.09kN·m
右震 61.80+131.96=193.76kN·m 取=291.09kN·m
第一层梁与B柱节点的柱端弯矩值由内力组合表19,查得
:左震 151.58+143.99=295.57kN·m
右震 77.74+111.53=189.27kN·m
梁端取左震, 也取左震:
=295.57kN·m＜1.1=1.1×291.09=320.20kN·m
取´=320.20kN·m
将与´的差值按柱的弹性分析弯矩之比分配给节点上下柱端(即Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面)
Ⅰ-Ⅰ=kN·m
Ⅱ-Ⅱ= kN·m
Ⅰ-Ⅰ=151.58+12.63=164.21kN·m
Ⅱ-Ⅱ=143.99+12=155.99kN·m
根据B柱内力组合表19,选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下:
Ⅰ-Ⅰ截面:①=164.21×0.8=131.37kN·m
=1397.86×0.8=1118.29kN
=42.22kN·m
=1611.32kN
Ⅱ-Ⅱ截面:②=155.99×0.8=124.79kN·m
=1614.22×0.8=1291.38kN
=13.26kN·m
=1879.89kN
Ⅲ-Ⅲ截面:③=191.46×0.8=153.17kN·m
=1640.15×0.8=1312.12kN
=11.82kN·m
=1905.82kN
截面采用对称配筋,具体配筋见表24中.
=/
当取ea=0
当＜15时,取=1.0
式中: ——轴向力对截面形心的偏心距；
——附加偏心距；
——初始偏心距；
——偏心受压构件的截面曲率修正系数；
——考虑构件长细比对构件截面曲率的影响系数；
——偏心距增大系数；
——轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离；
——混凝土相对受压区高度；
、——受拉、受压钢筋面积。
表25 柱子配筋
截面 Ⅰ-Ⅰ Ⅱ-Ⅱ Ⅲ-Ⅲ
M(kN·m) 131.37 42.22 124.79 13.26 153.17 11.82
N(kN) 1118.29 1611.32 1291.38 1879.89 1312.12 1905.82
lO(mm) 4500 4550 4550
bh0(㎡) 450×415 450×415 450×415
e0(mm) 117.5 26.2 96.6 7.1 116.7 6.2
0.3 h0(mm) 124.5 124.5 124.5
ea(mm) 0.84 11.8 3.35 14.09 0.94 14.2
ei(mm) 118.34 38 99.95 21.19 117.64 20.4
lO/h 10 10.11 10.11
ξ1 0.97 0.447 0.85 0.338 0.965 0.333
ξ2 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0
η 1.243 1.349 1.258 1.483 1.249 1.495
ηei(mm) 147.1 51.26 125.74 31.42 146.93 30.5
e(mm) 337.1 241.26 315.74 221.42 336.93 220.5
ξ 0.444 0.687 0.512 0.803 0.520 0.811
偏心性质 大偏心 小偏心 小偏心 小偏心 大偏心 小偏心
As=As´(mm) 134 ＜0 77.03 ＜0 333.3 ＜0
选筋 4Φ18 4Φ18 4Φ18
实配面积(mm) 1018 1018 1018
% 0.56 0.56 0.56
B 斜截面承载能力计算
以第一层柱为例，剪力设计值按下式调整：
式中：
——柱净高；
——分别为柱上下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩设计值。取调整后的弯矩值，一般层应满足 =1.1,底层柱底应考虑1.15的弯矩增大系数。
由正截面计算中第 Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控制内力得：
=155.99kN·m =191.46kN·m =3.95m
柱的抗剪承载能力:
式中: ——框架的计算剪跨比。，当<1时，取=1；当＞3，取=3；
——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当＞时取=
= 取=3.0
=1614.22kN>=759.38kN,取=759.38kN
设柱箍筋为2肢8﹫200,则
=199.25kN＞96.76kN
同时柱受剪截面应符合如下条件:
即 kN＞96.76kN
截面满足抗剪要求。
3.10 楼梯设计
3.10.1 建筑设计
⑴ 楼梯间底层建筑平面图见图21：
⑵ 楼梯形式尺寸：采用双跑楼梯，层高均为3.6m。踏步尺寸，采用150250mm，每需要24踏步。
3.10.2 结构设计采用板式楼梯
3.10.2.1 楼梯梯段板的计算
活荷载标准值
材料选用 混凝土 采用C20（）
钢筋 当时，选用Ⅰ级钢筋
当时，选用Ⅱ级钢筋
按板式楼梯进行设计。
图21 楼梯间顶层平面详图
⑴假定h=，取h=100mm。
⑵荷载计算：（取1M板宽计算）
楼梯斜板倾角 cos=0.875
恒载计算：
踏步重
斜板重
20mm厚找平层
恒荷载标准值
恒荷载设计值
活荷载标准值
活荷载设计值
总荷载
⑶ 内力计算
计算跨度
跨中弯矩
⑷ 配筋计算 （结构重要性系数）
受力筋选用Φ8@130,
分布筋选用选Φ6@300（配筋图见楼梯结构配筋图）
3.10.2.2 平台板的计算
A内力计算
计算跨度
跨中弯矩
B配筋计算
受力筋选用Φ6/8@130,
分布筋选用选Φ6@300
3.10.2.3 平台梁的计算
A荷载计算：
梯段板的传来
平台板传来
梁自重
B内力计算
取两者中较小者，
C配筋计算
⑴分布筋选纵向钢筋（按第一类倒L形截面计算）
翼缘宽度：
取
选用3Φ18，
⑵箍筋计算
按计算配箍。
取箍筋肢数=2,箍筋直径,()
箍筋间距
=
=60723
取双肢箍Ф6@200,
（配筋图见楼梯结构配筋图）
3.11 板的计算
3.11.1 BC跨间板计算（单向板）
板按考虑塑性内力重分布计算。
取1m宽板为计算单元。
有关尺寸及计算简图如图22
3.11.1.1 屋面板计算
混凝土选用钢筋选用Ⅰ级，
取1m宽板带为计算单元。
A荷载：
活载： 2.0
恒载：
荷载设计值：
每米板宽：
B内力计算：
计算跨度： L=2400-200=2200 mm
跨中弯矩：
C截面强度：
b=1000mm h=80mm h=80-20=60mm
钢筋选配： 实配钢筋面积：202
分布钢筋：按规定选用
3.11.1.2 楼面板计算
A荷载：
活载： 2.0
恒载：
荷载设计值：
每米板宽
B内力计算：
计算跨度： L=2400-200=2200 mm
跨中弯矩：
C截面强度：
b=1000mm h=80mm h=80-20=60mm
钢筋选配： 实配钢筋面积：157
分布钢筋：按规定选用
3.11.2 A-B、C-D轴线间板计算（双向板）
此处计算A-B轴线间板
混凝土选用钢筋选用Ⅰ级，
取1m宽板带为计算单元。
3.11.2.1 屋面板计算：
板厚80mm 由上知：q=8.32
A B2区格板的计算：
计算跨度：
, 取
由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中钢筋在距支座处截断一半，故
取跨中截面
支座截面
⑴求方向跨中截面钢筋
选Φ8@140,
⑵求方向支座截面钢筋
选Φ10@100,
⑶求方向跨中截面钢筋
选Φ6@130,
⑷求方向支座截面钢筋
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