【正文】 ，通?？梢杂筛鞑糠煮w量之間的大小、高低、寬窄，形狀的對比，平面位置的前后，以及突出入口等手法來強調(diào)主體部分。(2) 規(guī)范適用于新建、改建和遷建的至少設有20間出客房的城鎮(zhèn)賓館緊張設計。(2) 注意賓館的各個組成部分：公共活動、標準客房層、客房、后勤輔助管理、職工生活等部分的使用效益。(6) 在綜合性建筑中，賓館部分應有單獨分區(qū)，并有獨立的出入口；對外營業(yè)的商店、餐廳等不應影響賓館的使用功能。(2) 廣場設計根據(jù)賓館的規(guī)模，進行相應面積的廣場設計，供車輛回轉、停放，盡可能使車輛出入口便捷；不相互交叉。⑥ 垃圾污物出口，位置要隱蔽，出于下風向。 標準層(1) 標準層設計的一般規(guī)定① 公共用房與輔助用房應根據(jù)賓館等級、經(jīng)營管理要求和賓館附近客提供使用個公共設施情況確定。⑦ 室內(nèi)應盡量利用自然采光。服務用房應有出入口供服務人員進入客房區(qū)。⑥ 。④ 衛(wèi)生間地面及墻面應選用耐火易潔面材料，并應做防火層，泛水及地漏。地震參數(shù)區(qū)劃的特征周期分區(qū)為二區(qū)，抗震等級二級。單位面積上墻體重量為 （+）19= KN/m2衛(wèi)生間墻厚為180: 19= KN/m2墻體自重計算見表：考慮墻體上有門和窗,所以墻凈重按80%折算.表32 墻體自重墻體每片面積（m2）片數(shù)重量（KN）折算重量（KN）底層縱墻3321231698底層橫墻1316451316標準層縱 墻3516451316標準層橫墻1916651450衛(wèi)生間縱墻24445365衛(wèi)生間橫墻24640512女兒墻縱墻1028686女兒墻橫墻（ 2+）11919(7) 荷載分層總匯。在未求出框架的周期前，無法求出框架的地震力及位移，△T是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假象框架頂點位移，然后由△T求出T1，在用T1求得框架結構的底部剪力，進而求出框架多層剪力和結構真正的位移。梁端彎矩、柱軸力見表310。固端彎矩計算將框架梁視為兩端固定梁計算固端彎矩計算結果見表3－11表3－11 固端彎矩計算AB跨BC跨簡圖固端彎矩M0＝MJ（KN/m）簡圖固端彎矩MJ=MK（KN/m）＝＝＝＝＝＝＝＝分配系數(shù)計算 考慮框架對稱性，取半框架計算，半框架的梁柱線剛度如下圖313所示。由圖312，查得梁上均布荷載為：第七層： q＝ KN/m集中荷載： KN柱自重： 第八層： q＝ KN/m由圖314，查得：七層梁端彎矩： ML= 95 調(diào)幅后 ML=76 Mr = 調(diào)幅后 Mr =八層梁端彎矩： ML= 調(diào)幅后 ML= Mr = KN﹒m 調(diào)幅后 Mr =八層梁端剪力 VqD＝VqJ＝ql＝＝ KN調(diào)幅前： VmD＝VmJ== KNVD＝VqD－VmD＝－＝ KNVJ＝VqJ＋VmJ＝＋＝調(diào)幅后： VmD＝VmJ=＝－ VD＝VqD－VmD＝－＝ KN VJ＝VqJ＋VmJ＝＋=同理第七層梁端剪力：調(diào)幅前： VD＝＋＝ KN VJ＝－＝ KN調(diào)幅后： VD＝+ ＝ KN VJ＝－＝第八層A柱柱頂及柱底軸力：N頂＝V＋P＝＋0＝ KNN底＝V＋P＝＋＝第七層A柱柱頂及柱底軸力N頂＝＋＝N底＝＋ = KN其它梁端剪力及柱軸力計算見表312 表312恒載作用下梁端剪力及柱軸力（KN）荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力層 數(shù)AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VqA＝VqBVqA＝VqBVmA＝－VmBVmB＝VmC VmA＝－VmBVAVBVB＝VCN頂N底N頂N底8（）0()()7()0（）（）6()0（）（）5()0（）（）4()0（）（）3()0（）（）2()0（）（）1()0（）（）18601895注：括號內(nèi)為調(diào)幅后的剪力值。MEA及x1的具體數(shù)值見表314，表中RA、x1 、MGE均有兩組數(shù)值。m）MEB（KNV跨中MABMBC586A右M177。m，剪力單位為KN；② 表中跨中組合彎矩未填處未跨間最大彎矩發(fā)生在支座處，其值與支座正彎矩組合值相同。 截面設計（1） 承載力抗力調(diào)整系數(shù)γRE考慮地震作用時，結構構件的截面設計采用下面的表達式：S式中：γRE——承載力抗震調(diào)整系數(shù)，取值見表321；S——地震作用效應或地震作用效應與其它荷載效應的基本組合； R——結構構件的承載力。 h01=50035=465mm構造要求： 承載力抗震調(diào)整系數(shù)二級抗震設防要求，框架梁的混凝土受壓高度x 則 梁的縱向最小配筋率：支座處： 取兩者大值 所以 As1min=525mm2 As2min=432mm2跨中 取兩者較大值所以 As1min=444mm2 As2min=365mm2箍筋的配筋率配筋計算因結構荷載均對稱，故整個框架采用左右對稱配筋。mBC跨：順時針方向 bν＝ KNm VA右＝VB左＝ VB右＝ 考慮承載力抗震系數(shù) γRE＝ γRE VD右＝γRE VJ左＝＝ KN γRE VJ右＝＝調(diào)整后的剪力值大于組合表中的靜力組合剪力值，故按調(diào)整后的剪力值進行斜截面計算。若采用對稱配筋，可取用兩組中較大者計算配筋。m第一層梁與B柱節(jié)點得柱端彎矩值由內(nèi)力組合表21查得。m對底層柱底（ⅢⅢ截面）。m N＝680 KN截面采用對稱配筋，具體配筋計算見表325，表中： e0＝ ea＝（－e0），當e0 h0時取ea＝0 ei＝e0＋ea ξ1＝＋ξ2＝－，當15時取ξ2＝η＝1＋（）2ξ1ξ2e＝ηei＋－asξ＝（大偏心受壓）ξ＝（小偏心受壓）As＝Asˊ＝（大偏心受壓）As＝Asˊ＝（小偏心受壓）上述各式中：e0——軸向力對截面行心的偏心距；ea——附加偏心距；ei——初始偏心距； ξ1——偏心受壓構件的截面曲率修正系數(shù)； ξ2——考慮構件長習比對截面曲率的影響系數(shù)；η——偏心距增大系數(shù)； e——軸力作用點到受拉鋼筋合力點的距離；ξ——混凝土相對受壓區(qū)高度；As、Asˊ——受拉、受壓鋼筋面積。 λ＝＝3，取λ＝ N＝ KN =500500＝ KN KN設柱箍筋為4肢φ10＠150，則： V＝（500465＋310465＋103） ＝ KN KN 同時柱受剪力，截面應符合如下條件： Vc＝（＋fcbh0） 即 （500465）＝ = KN（6） 節(jié)點設計根據(jù)地震震害分析，不同烈度地震作用下鋼筋混凝土框架節(jié)點的破壞程度不同，7度地震時，未按抗震設計的多層框架結構節(jié)點較少破壞，再8度地震時，部分節(jié)點，尤其時角柱節(jié)點產(chǎn)生嚴。m）N（KN）544680L0（mm）3300＝412548501＝4850bh0（mm2）450415500465500465e0（mm）（mm）ea（mm）0ei（mm）L0/hξ11ξ2ηηei（mm）e（mm）ξ(ξb=)偏心性質(zhì)小偏心小偏心小偏心小偏心大偏心小偏心As＝Asˊ（mm2）000000選筋4φ184φ224φ25實配面積（mm2）101715201964（5） 斜截面承載能力計算以第一層柱為例，剪力設計值按下式調(diào)整： Vc＝式中：Hn——柱凈高； ——分別為柱上、柱下端順時針或反時針方向截面組合的彎矩設計值。m根據(jù)B柱內(nèi)力組合表319，選擇最不利內(nèi)力，并考慮上述各種調(diào)整及承載力抗震調(diào)整系數(shù)后，各截面控制內(nèi)力如下：ⅠⅠ截面：① M＝＝ KNm +＝ KN同時，隨著框架梁鉸的出現(xiàn)，由于塑性內(nèi)力重分布，底層柱的反彎點具有較大的不確定性。（4） 柱截面設計以第一、二層B柱為例，對圖18中的ⅠⅠ、ⅡⅡ、ⅢⅢ截面進行設計。m逆時針方向 Mbν＝－ KN跨中下部受拉，按T行截面設計翼緣計算寬度按計算跨度l0考慮：當按照梁間距考慮時：當按照翼緣厚度考慮時： 此種情況不起控制作用綜上 取 考慮抗震系數(shù)承載力調(diào)整系數(shù) 彎矩設計值為故屬于第一類截面故配 222As=760mm2 支座降下部截面的220鋼筋深入支座，作為支座負彎矩作用下的受壓鋼筋（）再將計算的受拉鋼筋As考慮抗震承載力調(diào)整系數(shù)，考慮設計值 =283 故按構造配筋220 As=628 mm2全部梁的正截面配筋計算與結果見表322表322梁正截面的配筋計算表樓層截面 MKN．m實配81＜0509387318 7632439218 5093＜0509492318 7634＜0509218 509533194218 50971628846322 11401628846322 11402614220 6283846322 11404571220 6285＜0628273220 628616281105322 11042610220 62836281039322 11404628727320 9415256220 628516281287422 15202610220 62836281132422 15204628824320 9415256220 62841628422 15202613220 62836281239422 15204628911320 9415256220 628316281561422 15202610220 62836281214422 15204628925320 9415256220 628210.6281559422 15202610220 62836281340422 152046281036320 9415256220 628116281779422 15202