混凝土强度：
梁、柱、板：C30，f c =14. 3N /mm 2，f t =1. 43N /mm 2，f tk =2. 01N /mm 2
箍筋：HRB 335，f y =300N /m m 2, f y =300N /m m 2
，f y =360N /m m 2, f y =360N /m m 2钢筋强度 ：梁：HRB 400
柱：HRB 400，f y =360N /m m 2, f y =360N /m m 2
' '
'
框架柱的配筋计算
柱的配筋采用对称式配筋（以利于不同方向风荷载的作用） 柱截面 b ⨯h =400mm ⨯600mm h 0=h -35mm =565mm
§ 1 轴压比验算
N max =3034. 32KN
N 3034. 32⨯103N
轴压比：μN ===0. 884≤[1. 05] 满足要求 2
f c A c 14. 3N /mm ⨯400mm ⨯600mm 则柱的轴压比满足要求。
ξb =
1+
βt
f y E s εcu
=
0. 8
=0. 518
360
1+
2. 0⨯105⨯0. 033
§ 2 截面尺寸复核
取h 0=h -35mm =565mm V max =149. 26KN 因为 h w /b =所以
565mm
=1. 41≤4
400mm
0. 25βc f c bh 0=0. 25⨯1. 0⨯14. 3N /mm 2⨯400mm ⨯565mm =807. 95KN >125. 61KN 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
N b =α1f c bh 0ξb =1. 0⨯14. 3KN /mm 2⨯400mm ⨯565mm ⨯0. 518=1674. 7KN 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
⎧M 1=35. 09KN ⋅m ⎪
1.2恒+1.4活⎨M 2=29. 77KN ⋅m
⎪N =1855. 81KN ⎩⎧M 1=34. 65KN ⋅m ⎪
1.35恒+0.7×1.4活⎨M 2=29. 40KN ⋅m
⎪N =1924. 64KN ⎩
⎧M 1=119. 52KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3左震⎨M 2=260. 64KN ⋅m
⎪N =1913. 33KN ⎩⎧M 1=-62. 3KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3右震⎨M 2=-212. 10KN ⋅m
⎪N =1359. 56KN ⎩
N 3034. 32⨯103N
因为轴压比：μN ===0. 884
f c A c 14. 3N /mm ⨯400mm ⨯600mm 则可以不考虑轴向压力在该方向挠曲杆件中产生的附加弯矩的影响。 第一种组合：
⎧M 1=35. 09KN ⋅m ⎪
1.2恒+1.4活⎨M 2=29. 77KN ⋅m
⎪N =1855. 81KN ⎩
∴C m =0. 7-0. 3
M 129. 77
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===0. 92
N 1855. 81
ξc
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 92
1300⨯(35. 09⨯103/1855. 81+20) /565600
=1.37
∴C m ηns =0.7⨯1.37=0.959
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯35.09KN ⋅m =35.09KN ⋅m
M 35. 9⨯103
=mm =18. 91mm ∴e i =e 0+e a =18. 91+20=38. 91mm ∴e 0=N 1855. 81∴e =e i +
e 18. 91h 600
-a =38. 91+-35=303. 91mm 0==0. 03 22h 0565
N =1855. 81KN >N b =1674. 7KN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1855. 81⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565=+0. 518321855. 81⨯10⨯303. 91-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 62∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1855. 81⨯103⨯303. 91-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 62⨯(1-0. 5⨯0. 62)
=
360⨯(565-35) =-1735.59mm 2
边柱的最小配筋率ρmin =0. 7% ∴A s m i n =0. 7%⨯400⨯600=168mm 02 ∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴∴每侧实配3A20
第二种组合
⎧M 1=34. 65KN ⋅m
⎪
1.35恒+0.7×1.4活⎨M 2=29. 40KN ⋅m
⎪N =1924. 64KN ⎩
C m =0. 7-0. 3
M 129. 4
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3ξc ===0. 89
N 1924. 64
ξc
ηns =1+=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 89 3
1300⨯(34. 65⨯10/1924. 64+20) /565600
=1.37
∴C m ηns =0.7⨯1.37=0.959
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯34.65KN ⋅m =34.65KN ⋅m
M 34. 65⨯103
=mm =18. 0mm ∴e i =e 0+e a =18. 0+20=38mm ∴e 0=N 1924. 64∴e =e i +
e 18. 0h 600
-a =38+-35=303mm 0==0. 03 22h 0565
N =1924. 64kN >N b =1674. 7kN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1924. 64⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
=+0. 518
1924. 64⨯103⨯303-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 65∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1924. 64⨯103⨯303-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 65⨯(1-0. 5⨯0. 65) =
360⨯(565-35) =-1757.9mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20第三种组合：
⎧M 1=119. 52KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3左震⎨M 2=260. 64KN ⋅m
⎪N =1913. 33KN ⎩
∴C m =0. 7-0. 3
M 1119. 52
=0. 7-0. 3⨯=0. 562
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===0. 9
N 1913. 33
ξc
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 9
1300⨯(260. 64⨯103/1913. 33+20) /565600
=1.09
C m ηns =0.7⨯1.09=0.763
M '206. 64⨯103
e 0==mm =136. 32mm
N 1913. 33
e i =e 0+e a =136. 32+20=156. 32mm
∴e =e i +
e 136. 32h 600
-a =156. 32+-35=421. 32mm 0==0. 24 22h 0565
N =1913. 33KN >N b =1674. 7KN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1913. 33⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
=+0. 518 32
1913. 33⨯10⨯421. 32-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 59
∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1913. 33⨯103⨯421. 32-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 59⨯(1-0. 5⨯0. 59)
=
360⨯(565-35) =-597.46mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20第四种组合：
⎧M 1=-62. 3KN ⋅m
⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3右震⎨M 2=-212. 10KN ⋅m
⎪N =1359. 56KN ⎩
C m =0. 7-0. 3
M 129. 4
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===1. 26
N 1359. 56
ξc >1. 0 ∴ξc =1. 0
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯1. 0 3
1300⨯(212. 1⨯10/1359. 56+20) /565600
=1.09
∴C m ηns =0.7⨯1.09=0.763
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯212.1KN ⋅m =212.1KN ⋅m
M 212. 1⨯103
=mm =156. 01mm ∴e i =e 0+e a =156. 01+20=176. 01mm ∴e 0=N 1924. 64∴e =e i +
e h 600441. 01
-a =176. 01+-35=441. 01mm 0==0. 28 22h 0565
N =1359. 56KN
ξ=
N 1359. 56⨯1000
=
f c bh 014. 3⨯400⨯565
=0. 42
∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1359. 56⨯103⨯441. 01-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 42⨯(1-0. 5⨯0. 42)
=
360⨯(565-35) =-665.19mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20
§ 4 正截面承载力验算
l 0/b =4. 5m /0. 4m =11. 25，查表得ϕ=0. 96
N ≤0. 9ϕ(f c A +f y ' A s ' )
=0. 9⨯0. 96⨯(14. 3N /m m 2⨯400⨯600m m 2+360N /m m 2⨯941m m 2⨯2) =3550. 62KN ≥N max =3034. 32KN
满足要求。
§ 5 斜截面受剪承载力计算
以每层中剪力V 最大时对应的轴力N 的组合和每层中N 最大时对应的剪力V 组合进行受剪承载力计算，并采用最大值作为该层柱的箍筋计算。 以第一层为例：由以上柱的内力组合表可得V 最大和N 最大时同一种组合
⎧V =150. 46KN ⋅m
⎨
⎩N =3034. 32KN
h w 565==1. 41
V c =ηc V =1. 2⨯150. 46KN =180. 552KN
1
γRE
0. 20βc f c bh 0=
1
1
⨯0. 20⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565⨯10-3=760. 424KN 0. 85
∴V c
γRE
0. 20βc f c bh 0=760. 424KN
剪跨比：λ=
H n 3. 6m -0. 6m
==2. 655
因为0. 3f c A =0. 3⨯14. 3N /mm 2⨯400⨯600mm 2=1029. 6KN
∴
A sv
=s
V -
1. 75
f bh -0. 07N
t 0
f yv h 0
1. 75
⨯1. 43N /mm 2⨯400⨯565mm 2-0. 07⨯1029. 6⨯103N
=-0. 27
300N /mm 2⨯565mm
180. 552⨯103N -=
0. 7f t bh 0=0. 7⨯1. 43N /mm 2⨯400⨯565mm 2=226. 23KN >V c =180. 552KN 所以按构造配筋，实配箍筋B 8@200。
§ 6裂缝宽度验算
规范规定对于e 0/h 0
第一组内力：e 0/h 0=0. 03
其他柱的计算过程与上述计算过程相同，在此不一一进行计算。 各层柱的配筋表格如下：
表 1 柱子斜截面配筋计算
表 2 柱子正截面配筋计算
混凝土强度：
梁、柱、板：C30，f c =14. 3N /mm 2，f t =1. 43N /mm 2，f tk =2. 01N /mm 2
箍筋：HRB 335，f y =300N /m m 2, f y =300N /m m 2
，f y =360N /m m 2, f y =360N /m m 2钢筋强度 ：梁：HRB 400
柱：HRB 400，f y =360N /m m 2, f y =360N /m m 2
' '
'
框架柱的配筋计算
柱的配筋采用对称式配筋（以利于不同方向风荷载的作用） 柱截面 b ⨯h =400mm ⨯600mm h 0=h -35mm =565mm
§ 1 轴压比验算
N max =3034. 32KN
N 3034. 32⨯103N
轴压比：μN ===0. 884≤[1. 05] 满足要求 2
f c A c 14. 3N /mm ⨯400mm ⨯600mm 则柱的轴压比满足要求。
ξb =
1+
βt
f y E s εcu
=
0. 8
=0. 518
360
1+
2. 0⨯105⨯0. 033
§ 2 截面尺寸复核
取h 0=h -35mm =565mm V max =149. 26KN 因为 h w /b =所以
565mm
=1. 41≤4
400mm
0. 25βc f c bh 0=0. 25⨯1. 0⨯14. 3N /mm 2⨯400mm ⨯565mm =807. 95KN >125. 61KN 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
N b =α1f c bh 0ξb =1. 0⨯14. 3KN /mm 2⨯400mm ⨯565mm ⨯0. 518=1674. 7KN 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
⎧M 1=35. 09KN ⋅m ⎪
1.2恒+1.4活⎨M 2=29. 77KN ⋅m
⎪N =1855. 81KN ⎩⎧M 1=34. 65KN ⋅m ⎪
1.35恒+0.7×1.4活⎨M 2=29. 40KN ⋅m
⎪N =1924. 64KN ⎩
⎧M 1=119. 52KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3左震⎨M 2=260. 64KN ⋅m
⎪N =1913. 33KN ⎩⎧M 1=-62. 3KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3右震⎨M 2=-212. 10KN ⋅m
⎪N =1359. 56KN ⎩
N 3034. 32⨯103N
因为轴压比：μN ===0. 884
f c A c 14. 3N /mm ⨯400mm ⨯600mm 则可以不考虑轴向压力在该方向挠曲杆件中产生的附加弯矩的影响。 第一种组合：
⎧M 1=35. 09KN ⋅m ⎪
1.2恒+1.4活⎨M 2=29. 77KN ⋅m
⎪N =1855. 81KN ⎩
∴C m =0. 7-0. 3
M 129. 77
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===0. 92
N 1855. 81
ξc
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 92
1300⨯(35. 09⨯103/1855. 81+20) /565600
=1.37
∴C m ηns =0.7⨯1.37=0.959
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯35.09KN ⋅m =35.09KN ⋅m
M 35. 9⨯103
=mm =18. 91mm ∴e i =e 0+e a =18. 91+20=38. 91mm ∴e 0=N 1855. 81∴e =e i +
e 18. 91h 600
-a =38. 91+-35=303. 91mm 0==0. 03 22h 0565
N =1855. 81KN >N b =1674. 7KN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1855. 81⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565=+0. 518321855. 81⨯10⨯303. 91-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 62∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1855. 81⨯103⨯303. 91-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 62⨯(1-0. 5⨯0. 62)
=
360⨯(565-35) =-1735.59mm 2
边柱的最小配筋率ρmin =0. 7% ∴A s m i n =0. 7%⨯400⨯600=168mm 02 ∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴∴每侧实配3A20
第二种组合
⎧M 1=34. 65KN ⋅m
⎪
1.35恒+0.7×1.4活⎨M 2=29. 40KN ⋅m
⎪N =1924. 64KN ⎩
C m =0. 7-0. 3
M 129. 4
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3ξc ===0. 89
N 1924. 64
ξc
ηns =1+=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 89 3
1300⨯(34. 65⨯10/1924. 64+20) /565600
=1.37
∴C m ηns =0.7⨯1.37=0.959
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯34.65KN ⋅m =34.65KN ⋅m
M 34. 65⨯103
=mm =18. 0mm ∴e i =e 0+e a =18. 0+20=38mm ∴e 0=N 1924. 64∴e =e i +
e 18. 0h 600
-a =38+-35=303mm 0==0. 03 22h 0565
N =1924. 64kN >N b =1674. 7kN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1924. 64⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
=+0. 518
1924. 64⨯103⨯303-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 65∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1924. 64⨯103⨯303-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 65⨯(1-0. 5⨯0. 65) =
360⨯(565-35) =-1757.9mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20第三种组合：
⎧M 1=119. 52KN ⋅m ⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3左震⎨M 2=260. 64KN ⋅m
⎪N =1913. 33KN ⎩
∴C m =0. 7-0. 3
M 1119. 52
=0. 7-0. 3⨯=0. 562
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===0. 9
N 1913. 33
ξc
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯0. 9
1300⨯(260. 64⨯103/1913. 33+20) /565600
=1.09
C m ηns =0.7⨯1.09=0.763
M '206. 64⨯103
e 0==mm =136. 32mm
N 1913. 33
e i =e 0+e a =136. 32+20=156. 32mm
∴e =e i +
e 136. 32h 600
-a =156. 32+-35=421. 32mm 0==0. 24 22h 0565
N =1913. 33KN >N b =1674. 7KN 属于小偏心受压
ξ=
N -ξb α1f c bh 0
+ξb
2
Ne -0. 43α1f c bh 0
+α1f c bh 0
(β1-ξb （) h 0-a s ）
1913. 33⨯103-0. 518⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
=+0. 518 32
1913. 33⨯10⨯421. 32-0. 43⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
+1. 0⨯14. 3⨯400⨯565
(0. 8-0. 518) ⨯（565-35）
=0. 59
∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1913. 33⨯103⨯421. 32-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 59⨯(1-0. 5⨯0. 59)
=
360⨯(565-35) =-597.46mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20第四种组合：
⎧M 1=-62. 3KN ⋅m
⎪
1.2（恒+0.5活）+1.3右震⎨M 2=-212. 10KN ⋅m
⎪N =1359. 56KN ⎩
C m =0. 7-0. 3
M 129. 4
=0. 7-0. 3⨯=0. 445
⎧h 600⎫
=20mm ⎬=20mm e a =max ⎨20mm , =
3030⎭⎩
l c =1. 25⨯3600mm =4500mm
0. 5f c A 0. 5⨯14. 3⨯400⨯600⨯10-3
ξc ===1. 26
N 1359. 56
ξc >1. 0 ∴ξc =1. 0
ηns =1+
=1+
l 1
(c ) 2ξc
1300(M 2/N +e a ) /h 0h
145002
() ⨯1. 0 3
1300⨯(212. 1⨯10/1359. 56+20) /565600
=1.09
∴C m ηns =0.7⨯1.09=0.763
∴M =C m ηns M 2=1.0⨯212.1KN ⋅m =212.1KN ⋅m
M 212. 1⨯103
=mm =156. 01mm ∴e i =e 0+e a =156. 01+20=176. 01mm ∴e 0=N 1924. 64∴e =e i +
e h 600441. 01
-a =176. 01+-35=441. 01mm 0==0. 28 22h 0565
N =1359. 56KN
ξ=
N 1359. 56⨯1000
=
f c bh 014. 3⨯400⨯565
=0. 42
∴
0. 8Ne -α1f c bh 0ξ(1-0. 5ξ)
A S =A S =
f y (h 0-a s )
'
2
0. 8⨯1359. 56⨯103⨯441. 01-1. 0⨯14. 3⨯400⨯5652⨯0. 42⨯(1-0. 5⨯0. 42)
=
360⨯(565-35) =-665.19mm 2
∴按构造配筋
（A s =A s ' =941mm 2）∴每侧实配3A20
§ 4 正截面承载力验算
l 0/b =4. 5m /0. 4m =11. 25，查表得ϕ=0. 96
N ≤0. 9ϕ(f c A +f y ' A s ' )
=0. 9⨯0. 96⨯(14. 3N /m m 2⨯400⨯600m m 2+360N /m m 2⨯941m m 2⨯2) =3550. 62KN ≥N max =3034. 32KN
满足要求。
§ 5 斜截面受剪承载力计算
以每层中剪力V 最大时对应的轴力N 的组合和每层中N 最大时对应的剪力V 组合进行受剪承载力计算，并采用最大值作为该层柱的箍筋计算。 以第一层为例：由以上柱的内力组合表可得V 最大和N 最大时同一种组合
⎧V =150. 46KN ⋅m
⎨
⎩N =3034. 32KN
h w 565==1. 41
V c =ηc V =1. 2⨯150. 46KN =180. 552KN
1
γRE
0. 20βc f c bh 0=
1
1
⨯0. 20⨯1. 0⨯14. 3⨯400⨯565⨯10-3=760. 424KN 0. 85
∴V c
γRE
0. 20βc f c bh 0=760. 424KN
剪跨比：λ=
H n 3. 6m -0. 6m
==2. 655
因为0. 3f c A =0. 3⨯14. 3N /mm 2⨯400⨯600mm 2=1029. 6KN
∴
A sv
=s
V -
1. 75
f bh -0. 07N
t 0
f yv h 0
1. 75
⨯1. 43N /mm 2⨯400⨯565mm 2-0. 07⨯1029. 6⨯103N
=-0. 27
300N /mm 2⨯565mm
180. 552⨯103N -=
0. 7f t bh 0=0. 7⨯1. 43N /mm 2⨯400⨯565mm 2=226. 23KN >V c =180. 552KN 所以按构造配筋，实配箍筋B 8@200。
§ 6裂缝宽度验算
规范规定对于e 0/h 0
第一组内力：e 0/h 0=0. 03
其他柱的计算过程与上述计算过程相同，在此不一一进行计算。 各层柱的配筋表格如下：
表 1 柱子斜截面配筋计算
表 2 柱子正截面配筋计算