【6层】3116.88平米框架办公楼毕业设计(计算书、建筑、结构施工图) 计算

六层框架办公楼设计
1建筑说明
1.1 工程概况
本建筑位于某市文化行政区临街一侧，六层现浇钢筋混凝土框架结构，房间开间3.9米，层高3.6米。

长35.1米，宽14.8米，高21.6米。

总建筑面积3116.88平方米。

1.2 设计资料
1) 本建筑设计使用年限为50年. 2) 耐火等级为2级.
3) 基本风压0w =0.35 KN/M 2，基本雪压0s =0.25 KN/M 2.
4) 建筑结构安全等级为二级；抗震设防烈度为8度；建筑场地类别为2类，建筑抗震设防类别为丙类. 1.3 总平面设计
总平面布置的基本原则：
1) 应根据一栋楼或一个建筑群的组成和使用功能，结合所处位置和用地条件、有关技术要求，综合研究新建的、原有的建筑物、构筑物和各项设施等相互之间的平面和空间关系，充分利用土地，合理进行总体布局，使场地内各组成部分成为有机的整体，并与周围环境相协调而进行的设计。

2) 应结合地形、地质、气象条件等自然条件布置，有效组织地面排水，进行用地范围内的竖向布置。

3) 建筑物的布置应符合防火、卫生等规范及各种安全要求，并应满足交通要求。

4) 建筑物周围布置应与城市主干道及周围环境相协调，合理组织场地内的各种交通流线（含人流、车流、货流等），并安排好道路、出入口，并考虑风向及人员出入的便利。

1.4 主要房间设计
主要房间是各类建筑的主要部分，是供人们学习、生活的必要房间，由于建筑物的类别不同，使用功能不同，对主要房间的设计也不同。

但主要房间设计应考虑的基本因素仍然是一致的，即要求有适宜的尺寸，足够的使用面积，适用的形状，良好的采光和通风条件，方便的内外交通联系，合理的结构布置和便于施工等。

因此，本建筑的柱网横向尺寸6.0m+2.8m+6.0m ，纵向尺寸3.9m ×9m 。

1.5 辅助房间设计
在本建筑中，辅助房间主要为卫生间。

卫生间的设计在满足设备布置及人体活动的前提下，应设在人流交通线上与走道
楼梯间相连处，如走道尽端，楼梯间即出入口或建筑物转角处，为遮挡视线和缓冲人流。

在本建筑中，每层设男、女卫生间各1间。

设在楼梯的两边，卫生间单间尺寸为3.9m×6m.
1.6 交通联系空间的平面设计
主要房间和辅助房间都是单个独立的部分，而房间与房间的水平与垂直方向上的联系、建筑物室内外之间的联系，都要通过交通联系来实现。

交通联系空间按位置可分为水平交通空间（走廊），垂直交通空间（楼梯，坡道）和交通枢纽空间（门厅，过厅）。

交通联系空间形状、大小、部位主要决定于功能关系及建筑空间处理的需要，设计时应主意：交通流线简洁明确，对人流起导向作用。

良好的采光、通风。

安全防火，平时人流畅通，联系方便；交通联系空间的面积大，要有适当的高度和宽度。

1) 水平交通空间的平面设计
走廊起着联系各个房间的作用，走廊宽度的确定，应符合防火、疏散和人流畅通的要求，本建筑走廊轴线尺寸为2800mm。

走廊要求有良好的采光，本建筑设计采用内廊式，为便于有充足的采光，采取：依靠走廊尽端的开窗（尺寸2100×2100mm）；利用门厅采光；灯光照明。

2) 垂直交通空间的平面设计
楼梯是多层房屋的垂直联系和人流疏散的主要措施。

由于该建筑物是办公楼，按防火要求和疏散人流，该建筑物设双跑楼梯。

3) 交通枢纽空间
门厅作为交通枢纽，其主要作用是集散人流，转换人流方向，室内外空间的过渡或水平与垂直交通空间的衔接等。

门厅一般应面向主干道，使人流出入方便，有明确的向导性，同时交通流线组织应间明醒目。

本设计中大厅门取3300mm×3000mm，门开启方向是里外都可以开的弹簧门，另外在楼梯下设应急门2400 mm×1800 mm，以满足防火疏散要求。

所有的窗户均采用铝合金窗，门为木门（大门除外）。

1.7 剖面设计
1) 层高的确定
层高是剖面设计的重要依据，是工程常用的控制尺寸，同时也要结合具体的物质技术、经济条件及特定的艺术思路来考虑，既满足使用又能达到一定的艺术效果。

本建筑为六层，主要为办公室，层高确定为3.6m，这样的房间高度比较合适些，给人一正常的空间感觉。

2) 室内外高差的确定
为防止室内受室外雨水的流渗，室内与室外应有一定的高差，且高差不宜过大，若过大便不利于施工和通行，故设计室内外高差为0.6m。

3) 屋面排水设计
本建筑设计中屋面利用材料找坡（2％），采用有组织排水（女儿墙外排水），为了满足各个落水管的排水面积不大于200m2, 公设8个落水管。

因2％<1/12，故为平屋顶。

4) 楼梯剖面设计
所有楼梯均采用现浇钢筋混凝土结构，其具有整体性好，坚固耐久，刚度好等特点。

楼梯踏步面层要求耐磨、美观、防滑，便于清扫，踏步高为300mm,宽为150mm。

1.8 立面设计
建筑立面可以看成是由许多构件组成，如墙体、梁柱、门窗及勒角、檐口等，恰当地确定立面中这些构件的比例、尺寸，运用节奏、韵律、虚实、对比等规律，已达到体型完整，形式和内容的统一。

本结构是钢筋混凝土框架，具有明快、开朗、轻巧的外观形象，不但为建筑创造了大空间的可能性，同时各种形式的空间结构也大大丰富了建筑的外部形象，立面开窗自由，既可形成大面积独立窗，也可组成带形窗等。

1) 体型
建筑体型设计主要是对建筑物的轮廓形状、体量大小、组合方式及比例尺的确定。

本建筑根据场地和周围环境的限制，整栋建筑物采用“一”字型，结构和经济方面都容易满足。

2) 墙体
蒸压砂灰砖120厚，内砌250厚加气混凝土、小型砌块。

MU
10
内墙做法：240厚加气混凝土小型砌块
3) 门厅
门厅为建筑物的主要出入口，门厅的装饰要能体现建筑物的性质及气势。

门厅做的与一层同高，门厅尺寸为3900mm×3600mm。

1.9 构造设计
构造设计主要包括楼地面设计、屋面设计、女儿墙设计等。

地面设计应根据房间的使用功能和装修标准，选择适宜的面层和附加层，从构造设计到施工质量上确保地面具有坚固、耐磨、平整、不起灰、易清洁、防火、保温、隔热、防潮、防水、防腐蚀等特点。

1) 大理石地面做法
12mm厚大理石块面（水泥砂浆檫缝）
20mm厚细石混凝土
现浇楼板（100mm）
天棚抹灰（15mm）
2) 屋面做法
三毡四油铺小石子
20mm厚水泥砂浆找平层
50mm厚苯板保温
1：10水泥珍珠岩找坡（坡度3%）
一毡二油隔气层
20mm水泥沙浆找平
100mm厚现浇钢筋混凝土板
天棚抹灰（15mm）
3) 散水做法
100mm厚1：2：3细实混凝土撒1：1水泥沙子压实抹光150mm厚3：7灰土
素土夯实向外坡度5％
见图1.1
4) 屋面泛水做法
见图1.2
图1.1
屋面做法
天棚抹灰（15）
线浇楼板（100）厚水泥沙浆找平一毡二油隔气层
：10水泥珍珠岩找坡（3%）厚苯板保温
厚水泥沙浆找平三毡四油上铺小石子
图1.2
女儿墙外排水的雨水口构造
图1.3
建筑设施详表1-1
图2.1框架平面布置与计算单元简图
2 框架结构布置
取一榀横向平面框架计算，见图2.1
2.1 计算单元
取相邻两个柱距的各1/2宽作为计算单元。

计算框架几何尺寸。

2.2 框架截面尺寸
横向框架梁
h= (1/10 ～ 1/18)L=（1/10 ～ 1/18）⨯6m=0.306 ～ 0.55m 取h=0.6m b=（1/2 ～ 1/3）h= （1/2 ～ 1/3）⨯0.6m= 0.2 ～ 0.3m 取b=0.25m 中间框架梁由于跨度小，截面尺寸取为0.25m⨯0.45m
纵向框架梁
h= (1/10 ～ 1/18)L=（1/10 ～ 1/18）⨯ 3.9m=0.22 ～ 0.39m
b=（1/2 ～ 1/3）h= （1/2 ～ 1/3）⨯ (0.22 ～ 0.39)m=0.11 ～ 0.20m 综合建筑工程中设计情况取b ⨯h=0.25m ⨯0.40m
框架柱
b=h=(1/8 ～ 1/12)H=(1/8 ～ 1/12) ⨯ 3.6m=0.45 ～ 0.3m 取b*h=0.45m⨯0.45m
楼板厚度（采用双向板）
h=L/40=3.6m/40=0.09m
综合建筑工程中设计情况取板厚为100mm。

见图2.2，图2.3。

2.3 梁柱的计算高度（跨度）
梁柱的跨度，取轴线间距，边梁跨为6m，中间梁跨度为2.8m
底层柱高，设底层柱高为4.95m, 其它层柱高为3.6m
图2.2框架几何尺寸图
图2.3框架几何尺寸图
2.4 框架计算简图
框架在竖向荷载作用下，可忽略节点侧移，按刚性方案设计，在水平荷载作用下，不能忽略节点侧移，按弹性方案设计.
相对线刚度计算如下：
柱线惯性矩：I
c
=a4/12=0.454/12m4=0.0034m4
底层柱线刚度：i
c1=E
c
I
c
/H=28⨯109N/M2 ⨯0.0034M4/4.95M=1.92⨯107N·M
其余各层柱线刚度：i
c1=E
c
I
c
/H=28⨯109N/M2 ⨯0.0034M4/3.6M=2.64⨯107N·M
边跨梁的惯性矩：I
b1
=2bh3/12=2⨯0.25M⨯0.63M3/12=0.009M4
边跨梁的线刚度：i
b1=E
c
I
b1
/L=25.5⨯109N/M2⨯0.009M4/6M=3.825⨯107N·M
中间跨梁的惯性矩：I
b2
=2*bh3/12=2⨯0.25⨯0.453M3/12=0.0038M4
中间跨梁的线刚度：i
b2=E
c
I
b2
/L=25.5⨯109N/M2 ⨯0.0038M4/2.8M=3.46⨯107N·M
设i
b1
=3.825⨯107N. M=1，
则i
b2
=3.46⨯107N.M/3.825⨯107N. M=0.90
i
c1
=1.92⨯107N/M/3.825⨯107N. M=0.50
i
c2
=2.64⨯107N.M/3.825⨯107N. M=0.69 详见计算简图2.4
图2.4框架计算简图
3 恒荷载及其内力分析
3.1 屋面恒荷载
三毡四油上铺小石子 0.4 KN/M2 20mm厚水泥沙浆找平 20KN/M3⨯0.02M= 0.4 KN/M2 50mm厚苯板保温 0.5 KN/M2 1：10水泥珍珠岩找（坡度3%） 1/2⨯14.8M⨯3%⨯1/2⨯11KN/M3= 1.2 KN/M2一毡二油隔气层 0.1KN/M2 20mm厚水泥沙浆找平0.4 KN/M2现浇楼板（100mm）0.1M⨯25KN/M3= 2.5 KN/M2天棚抹灰（15mm）0.015M⨯17KN/M3= 0.26 KN/M2屋面恒荷载标准值 5.8 KN/M2
3.2 楼面恒荷载
12mm厚大理石地面 0.012M⨯28KN/M3= 0.34 KN/M2
30mm厚细石混凝土 0.03M⨯24KN/M3= 0.72 KN/M2
现浇楼板（120mm） 0.1M⨯25KN/M3=2.5KN/M2
天棚抹灰（15mm） 0.015M⨯17KN/M3= 0.3 KN/M2
楼面恒荷载标准值 3.86KN/M2
3.3 构件自重
横向框架梁自重（边跨） 0.25M⨯0.6M⨯25KN/M3= 3.75 KN/M
（中跨） 0.25M⨯0.45M⨯25KN/M3= 2.81KN/M 纵向框架梁自重 0.25M⨯0.4M⨯25KN/M3 = 2.5KN/M
框架柱自重（二至六层） 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯3.6M=18.225 KN
（底层） 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯4.95M=25.06 KN 外墙重 0.25M⨯6.5KN/M3+0.12M⨯19KN/M3=3.9 KN
内墙重 0.15M⨯6.5KN/M3⨯3.6M= 3.5 KN/M
屋顶女儿墙 0.24M⨯19KN/M3⨯1.5M= 6.84 KN/M
铝合金窗 0.5 KN/M2
木门 0.2 KN/M2边跨框架梁承担的由屋面板、楼面板传来的荷载为梯形，如下图3.1，为计算
方便，按支座弯矩等效原则，将其化为矩形分布，其中α=a/l=3.9/4m/6m=0.16
图3.1梯形荷载分布等效图
屋面梁上线荷载：
=(1-2α2+α3)q+3.75KN/M
q
1
=(1-2⨯0.162+0.163) ⨯5.8KN/M2⨯3.6M+3.75KN/M
=23.6KN/M
= (1-2α2+α3)q+3.75KN/M+3.5KN/M
楼面梁上线荷载：q
2
= (1-2⨯0.162+0.163)⨯3.86KN/M2⨯3.6M+3.75KN/M+3.5KN/M
= 20.5KN/M
框架梁中各层恒荷载作用分布图如图3.2所示，
图3.2恒荷载作用分布图
3.4 固端弯矩计算
表3-1
1/12⨯23.6KN/M⨯62M2
1/12⨯2.81KN/M⨯2.82M2
70.8KN.M
1/12⨯20.5KN/M⨯62M2
1/12⨯2.81KN/M⨯2.82M2
61.5KN.M
3.5 节点分配系数µ计算
顶点分配系数计算过程如下：
μ=4⨯1/(4⨯1+4⨯0.69)=0.59
节点A：
A B
66
μ=4⨯0.69/(4⨯1+4⨯0.69)=0.41
A A
65
μ=4⨯1/4(1+0.69+0.69)=0.42
A B
55
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.69)=0.29
A A
54
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.69)=0.29
A A
56
μ=4⨯1/4(1+0.5+0.69)=0.45
A B
11
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.5)=0.32
A A
12
μ=4⨯0.5/4(1+0.69+0.5)=0.23
A A
10
μ=4⨯1/4(1+0.69+0.9)=0.39
节点B ：
66
B A
μ=4⨯0.9/4(1+0.69+0.9)=0.35
B C
66
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.9)=0.27
65
B B
μ=4⨯1/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.31
55
B A
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21
54
B B
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21
56
B B
μ=4⨯0.9/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.27
55
B C
μ=4⨯1/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.32
B A
11
μ=4⨯0.9/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.29
11
B C
μ=4⨯0.5/4(1+0.5+0.69+0.9)=0.16
B B
10
μ=4⨯0.69/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.23
B B
12
其余各层计算结果见下表：
表3-2 节点分配系数µ计算表
3.6 恒荷载作用下内力分析
恒荷载作用下内力分析采用力矩二次分配法，计算图见图3.3 ，图3.4。

图3.3恒荷载作用下内力计算过程
图3.4恒荷载作用下内力图
4 活荷载及其内力分析
4.1 屋面活荷载
屋面不上人时活荷载为0.5KN/M2
边跨（AB、CD）框架梁承受的由屋面板、楼面板传来的活荷载形式为梯形，与恒荷载相同，为计算方便，可按支座弯矩等效原则将其简化为矩形分布，得屋面梁上线荷载：
q
= (1-2α2+α3)q=（1-2⨯0.162+0.162）⨯0.5KN/M2⨯3.6M=1.72KN/M
1
4.2 楼面活荷载
办公楼楼面活荷载为2.0KN/M2
同屋面荷载的简化方法，可得楼面梁上的线荷载：
q
= (1-2α2+α3)q=（1-2⨯0.162+0.162）⨯2.0KN/M2⨯3.6M=6.86KN/M
2
框架各层活荷载作用分布图见下图：
4.3 内力分析
框架结构在楼屋面活荷载作用下采用满布荷载法，其内力计算方法与恒荷载相同，采用力矩二次分配法，对跨中弯矩计算结果需进行调整，分配系数同恒荷载。

表4-1 活荷载作用下固端弯矩计算表
1/12⨯1.72KN/M⨯62M2= 5.16KN.M
1/12⨯6.86KN/M⨯62M2=20.58KN.M
其内力分布图，计算过程、内力图见图4.1 图4.2 图4.3。

图4.1 活荷载作用分布图
图4.2 活荷载作用下内力计算过程
图4.3活荷载作用下内力图
5 风荷载及其内力分析
5.1风荷载计算
基本风压值ω
=0.35KN/M3风振系数Βz值，由于建筑物H<30M,所以Βz=1.0
查《荷载规范》得体型系数µ
S
值：
迎风面µ
S =0.8,背风面µ
S
=-0.5,取µ
S
=1.3
查表得风压高度变化系数µ
Z 值：一至三层µ
Z
=0.74,四至六层µ
Z
=0.87
得风荷载标准值ω
K
：
一至三层：ω
K =Βz µ
Z
µ
S
ω
=1.0⨯0.74⨯1.3⨯0.35 KN/M2=0.34KN/M2
四至六层：ω
K =Βz µ
Z
µ
S
ω
=1.0⨯0.96⨯1.3⨯0.35 KN/M2=0.44KN/M2
风荷载的线荷载标准值q
k ：
一至三层：q
k =2ω
K ⨯
3.9M=0.68 KN/M2 ⨯3.9M=2.5 KN/M
四至六层：q
k =2ω
K ⨯
3.9M=0.80 KN/M2 ⨯3.9M=3.2 KN/M
为简化计算，将矩形分布的风荷载折算成节点集中力F
ik
: 第六层：3.2KN/M⨯ (3.6/2+1.5/2)M=7.2KN
第五层：3.2KN/M⨯3.6M/2⨯2=12KN
第四层：3.2KN/M⨯3.6M/2⨯2=12KN
第三层：3.2KN/M⨯3.6M/2+2.5KN/M⨯3.6M/2=11KN
第二层：3.2KN/M⨯3.6M/2⨯2=9KN
第一层：3.2KN/M⨯ (3.6M/2+4.2M/2)=10KN
风荷载作用下荷载分布图见5.1：
图5.1风荷载作用下荷载分布图
5.2 柱的D值及剪力分配系数η计算
风荷载作用下需考虑框架节点的侧移，采用D值法，各柱的D值及剪力分配系数η见表5-1：
表5-1 各柱D值及剪力分配系数η表
2.7
5.3 各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算见表5-2
表5-2 框架各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算表
5.4 梁端弯矩计算
梁端弯矩的计算根据节点平衡理论，按各节点上梁的线刚度大小进行分配第六层：A节点：已知M A6A5=3.9KN.M,则M A6B6=3.9KN.M
B节点：已知M
B6B5
=3.6KN.M, 则
M
B6A6=
1
3.6 1.9.
10.9
KN M
⨯=
+
M B6C6=
0.9
3.6 1.7.
10.9
KN M
⨯=
+
第五层：A节点：已知M
A5A6=2.7KN.M, M
A5A4
=8.87KN.M
则M
A5B5
=11.57KN.M
B节点：已知M
B5B6=2.77KN.M, M
B5B4
=8.75KN.M
则 M
B5A5=
1
10.9
+
(2.77+8.75)=6.06KN.M
M
B5C5=
0.9
10.9
+
(2.77+8.75)=5.43KN.M
第四层：A节点：已知M
A4A5
=8.70KN.M, MA4A3=14.28KN.M,
则M
A4B4
=8.7+14.28=22.98KN.M
B节点：已知MB4B5=8.24KN.M, MB4B3=1.83KN.M,
则M
B4A4=
1
10.9
+
(8.24+13.83)=11.62KN.M
M
B4C4=
0.9
10.9
+
(8.24+13.83)=10.45KN.M
第三层：A节点：已知M
A3B4=14.27KN.M, M
A3A2
=19.3KN.M
则M
A3B3
=33.57KN.M
B节点：已知M
B3B4=13.8KN.M, M
B3B2
=18.68KN.M,
则M
B3A3=
1
10.9
+
(13.8+18.68)=17.1KN.M
M
B3C3=
0.9
10.9
+
(13.8+18.68)=15.39KN.M
第二层：A节点：已知M
A2A3=19.3KN.M, M
A2A1
=23.4KN.M
则M
A2B2
=42.7KN.M
B节点：已知M
B2B3=18.68KN.M, M
B2B1
=22.68KN.M
则M
B2A2=
1
10.9
+
(18.68+22.68)=21.73KN.M
M
B2C2=
0.9
10.9
+
(18.68+22.68)=19.63KN.M
第一层：A节点：已知M
A1A2=23.4KN.M, M
A1A0
=31.02KN.M
则M
A1B1=54042KN.M
B节点：已知M
B1B2=22.68KN.M,M
B1B0
=35.6KN.M
则M
B1A1=
1
10.9
+
(22.68+35.6)=30.67KN.M
M
B1C1=
0.9
10.9
+
(22.68+35.6)=27.61KN.M
5.5 风荷载作用下内力图见图5.2
图5.2风荷载作用下内力图
5.6 重力荷载代表值计算
恒荷载取全部，活荷载取一半及上下半层的建筑结构重量计算，各层重力荷载集中于楼层标高处，建筑物各层重力荷载代表值分别为：六层为5032 KN,五至二层为5810KN,一层为5915KN。

简化为作用在一榀框架上的重力荷载代表值，分别为：
G 6=503KN, G
5
=G
4
=G
3
=G
2
=581KN, G
1
=591.5KN,
则∑
=
6
1
i
i
G=503+581⨯4+591.5=3200KN
表5-3 柱的D 值计算：
5.7 水平地震作用计算
5.7.1 结构自振周期，采用假想顶点位移法T T ∆=α
17.1，取α0=0.7,框架假想顶
点位移计算见表5-4： 表5-4 V
i
D ∑5.7.2 地震作用影响系数，8度抗震设防，
α
max
=0.16, 0.35g s T =,
取结构阻尼比为05.0=ξ， 则0.9
0.9
1
max
0.350.160.120.481T g T αα
⎛⎫⎛⎫==⨯= ⎪ ⎪ ⎪⎝⎭
⎝⎭
5.7.3 水平地震作用及框架侧移验算计算
顶部附加水平地震作用系数为
10.080.070.1084n
T δ
=+=
结构总水平地震作用标准值为：
10.120.853099316.1EK
Eq KN G F
α==⨯⨯=
)1(61
δn EK
i
i i
i
i
i
F H
G H
G F
-=∑=
可得各层水平地震作用标准值为：
1
592 4.95
316.1(10.108)
592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F
⨯=⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=2.4KN
25818.55
316.1(10.108)592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F ⨯=
⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=5.3KN
358112.15
316.1(10.108)592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F ⨯=
⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=7.3KN
4
58115.75
316.1(10.108)592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F ⨯=
⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=9.5KN
558119.35
316.1(10.108)592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F ⨯=
⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=11.7KN
650322.95
316.1(10.108)592 4.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95
F ⨯=
⨯⨯-⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯
=16KN
6
0.108316.134.14EK
n
KN F F
δ==⨯=∆
表5-5 水平地震作用下框架层间侧移计算表
层间位移满足侧移要求，不需要调整截面。

5.7.4 水平地震作用下框架内力计算
框架各柱的反弯点位置、剪力、柱端弯矩计算见表5-6 表5-6
B、C 0.27
A、D 0.23
B、C 0.27
梁端弯矩的计算（节点平衡理论）：
第六层 A节点：已知
65
A A
M=27KN.M,
则
65
A B
M=27KN.M
B节点：已知
65
B B
M=25KN.M
,则
66
1
2513.2 10.9
B A KN M
M=⨯=∙
+
66
0.9
2511.8 10.9
B C KN M
M=⨯=∙
+
第五层 A节点已知
5618.7
A A KN M
M=∙5433.4
A A KN M
M=∙
则
5518.733.452.1
A B KN M
M=+=∙
B节点已知
5619.3
B B KN M
M=∙5428.2
B B KN M
M=∙
则
55
1
(19.328.2)25 1.9
B A KN M
M=+=∙
55
0.9
(19.328.2)22.51.9
B C KN M M
=+=∙ 第四层 A 节点 已知4523.1A A KN M M =∙ 4332.6A A KN M M =∙
则4423.132.655.7A B KN M M =+=∙
B 节点 已知4526.5B B KN M M =∙ 4331.5B B KN M M =∙ 则441
(26.531.5)30.51.9
B A KN M M =⨯+=∙ 44
0.9
(26.531.5)27.51.9
B C KN M M
=⨯+=∙ 第三层 A 节点 已知3432.6A A KN M M =∙ 3236A A KN M M =∙ 则3332.63668.6A B KN M M =+=∙
B 节点 已知3431.5B B KN M M =∙，3234.7B B KN M M =∙ 则331
(31.534.7)34.81.9
B A KN M M =⨯+=∙ 33
0.9
(31.534.7)31.41.9
B C KN M M
=⨯+=∙ 第二层 A 节点 已知2336A A KN M M =∙ 2138.3A A KN M M =∙ 则1138.341.980.2A B KN M M =+=∙
B 节点 已知2334.7B B KN M M =∙ 2137.1B B KN M M =∙ 则221
(34.737.1)37.81.9
B A KN M M =⨯+=∙ 22
0.9
(34.737.1)341.9
B C KN M M
=⨯+=∙ 第一层 A 节点 已知1238.3A A KN M M =∙ 1041.9A A KN M M =∙ 则1138.341.980.2A B KN M M =+=∙
B 节点 已知1237.1B B KN M M =∙ 1050.2B B KN M M =∙ 则111
(50.237.1)461.9
B A KN M M =⨯+=∙ 11
0.9
(50.237.1)41.31.9
B C KN M M
=⨯+=∙ 水平地震弯矩图见图5.3：
图5.3水平地震作用下框架内力图
5.7.5 重力荷载代表值作用下结构内力计算
重力荷载代表值在框架上的分布与恒荷载在框架上的分布相同，据重力荷载的计算式：对于楼面为0.5K K
Q G +，与恒荷载K
G 的比例系数为
0.50.51K
K
K
K
K
Q
Q
G G
G
+=+
；
对于屋面，由于只考虑雪荷载而不考虑活荷载，故其比例系数较小，为简化计算，可直接利用恒荷载作用下的计算结果乘以0.51K
K
Q
G
+
，即为重力荷载代表值产生的内力:
K
G 为屋面：3.866 3.7526.55⨯+= KN/M 2
K
Q =12 KN/M 2
所以： 0.51K
K
Q
G
+
=
10.512
1.22626.55
+⨯=
对于屋面、由于只考虑雪荷载而不考虑活荷载，故其比例系数较小，为简化计算可直接利用恒荷载作用下的计算结果乘以系数 1.226，即为重力荷载代表值产生的内力。

则：对底层框架梁，重力荷载代表值产生的内力设计值为： M A =1.226⨯43=52.7KN M ∙ M B 左=1.226⨯51=62.5KN M ∙ M B 右
=1.226⨯15=18.4KN M ∙ AB 跨中M 1=1.226⨯45=55.2KN M ∙ BC 跨中M 2=1.226⨯12=14.7KN M ∙ V A =1.226⨯6.02=17.4KN M ∙ V B 左=1.226⨯63=77.2KN M ∙ V B 右=1.226⨯17.8=21.8KN M ∙
对于底层框架柱产生的内力设计值： 边柱：M A 上=1.226⨯14=17.2KN M ∙ M A 下=1.226⨯7.2=8.8KN M ∙ V A =1.226⨯4.3=5.3KN M ∙ 内柱：M B 上=1.226⨯12=14.7KN M ∙ M B 下=1.226⨯6.1=7.5KN M ∙ V B =1.226⨯3.7=4.5KN M ∙
6 内力组合计算：
6.1 框架梁内力组合
将内力计算图中梁的弯矩、剪力标准值填入内力组合表，对于活荷载作用下跨中弯矩须乘以内里调整系数 1.2，再进行内力组合。

因标准层荷载、截面均相同，故只取首层、标准层，顶层的边跨梁和中间跨梁组合计算见表6-1
表6-1
5 ±8.
-36 -38.
2
-19.
6
-58.
5
KN .2
.6 4 3
6.2 框架柱内力组合
框架柱在恒荷载、活荷载作用下的轴力应包括纵向框架梁、横向框架梁传来的剪力和框架柱自重。

6.2.1 框架边柱（A、D）在恒载作用下的轴力
1）恒载作用下梁端剪力见内力图3.4
2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布（梯形或三角形）计算
第六层：
柱上端：
女儿墙重 1.5M⨯0.24M⨯19KN/M3⨯3.9M=26.7KN
屋面三角形部分荷载 4⨯0.5⨯（3.6/2）2M2⨯5.8KN/M2=37.6KN
屋面梯形部分荷载 {6/2⨯3.6-1/2⨯1.82⨯2}⨯5.8KN/M3=43.8KN
纵向框架梁重 0.25M⨯0.4M⨯25KN/M3⨯3.9M=9.8KN
总和： 26.7+37.6+43.8+9.8=117.9KN
柱下端
柱自重 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯3.6M=18.3KN
总和： 117.9+18.3=136.2KN
第五层：
柱上端：
楼面三角形部分荷载 4⨯1/2⨯1.82⨯3.86KN/M2=25KN 楼面梯形部分荷载 {6/2⨯3.6-1/2⨯1.82⨯2}⨯3.86KN/M3=29.2KN 纵向框架梁重 0.25M⨯0.4M⨯25KN/M3⨯3.9M=9.8KN 外墙及窗重（3.9M⨯3.6M⨯2.1M⨯2.4M）⨯3.9KN/M2
+2.1M⨯2.4M⨯0.5KN/M2=37.62KN 总和： 136.2+25.1+29.7+9.8+37.62=237.8KN 柱下端：
柱自重 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯3.6M=18.225KN 总和： 237.8+18.225=256KN 第四层：
柱上端： 256+25.01+29.2+9.8+37.62=357.6KN 柱下端： 357.6+18.225=357.6KN 第三层：
柱上端： 375.8+25.01+29.2+9.8+37.62=477.5KN 柱下端： 477.5+18.225=495KN
第二层：
柱上端： 495+25.01+29.2+9.8+37.62=596.6KN 柱下端： 596.6+18.225=614.9KN 第一层：
柱上端： 614.9+25.01+29.2+9.8+37.62=716.5KN 柱下端： 716.5+0.45⨯04.5⨯25⨯4.95=741.5KN 6.2.2 框架中柱（B、C）在恒载作用下的轴力
1）恒载作用下梁端剪力见内力图3.4
2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布（梯形或三角形）
第六层：
柱上端：
屋面三角形部分荷载 4⨯0.5⨯（3.6/2）2M2⨯5.8KN/M2=37.6KN 屋面梯形部分荷载 {6/2⨯3.6-1/2⨯1.82⨯2}⨯5.8KN/M3=43.8KN 屋面走廊矩形部分荷载 2.8M⨯1/2⨯3.9M⨯5.8KN/M2=31.7KN 纵向框架梁重 0.25M⨯0.4M⨯25KN/M3⨯3.9M=9.8KN 总和： 37.6+43.8+31.7+9.8=122.18KN 柱下端：
柱自重 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯3.6M=18.3KN 总和 122.18+18.3=140.48KN 第五层：
柱上端：
楼面三角形部分荷载 4⨯1/2⨯1.82⨯3.86KN/M2=25.01KN 楼面梯形部分荷载 {6/2⨯3.6-1/2⨯1.82⨯2}⨯3.86KN/M3=29.2KN 楼面走廊矩形部分荷载 2.8M⨯1//2⨯3.9M⨯3.86KN/M2=21.1KN 纵向框架梁重 0.25M⨯0.4M⨯25KN/M3⨯3.9M=9.8KN 内墙及门重
（3.9M⨯3.6M-1M⨯2.4M）⨯3.5KN/M2+1M⨯2.4M⨯0.2KN/M2
=41.22KN 总和： 140.48+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=266.8KN 柱下端：
柱自重 0.45M⨯0.45M⨯25KN/M3⨯3.6M=18.225KN 总和： 266.8+18.225=285KN 第四层
柱上端： 285+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=411.1KN 柱下端： 411.1+18.225=429.6KN 第三层：
柱上端： 429.6+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=556KN 柱下端： 556+18.225=574KN 第二层：
柱上端： 574+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=700.5KN 柱下端： 700.5+18.225=718.8KN
第一层：
柱上端： 718.8+25.01+29.2+21.1+9.8+41.22=845.2KN 柱下端： 1212.6+0.45⨯0.45⨯25⨯4.95=870.2KN 6.2.3 框架边柱（A、D）在活载作用下的轴力
1）活载作用下梁端剪力见内力图4.3
2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布计算（梯形或三角形）
据上下柱端轴力相同可做如下计算：
第六层：
屋面三角形部分荷载 4⨯1/2⨯1.82M2⨯0.5KN/M2=3.24KN
屋面梯形部分荷载 (6/2M⨯3.6M-1/2⨯1.82M2⨯2) ⨯0.5KN/M2=3.78KN
总和： 3.24+3.78=7.02KN 第五层：
楼面三角形部分荷载 4M⨯1/2⨯1..82M2⨯2.0KN/M2=12.96KN
楼面梯形部分荷载 (6/2M⨯3.6M-1/2⨯1.82M2⨯2) ⨯2.0KN/M2=15.12KN 总和： 7.02+12.96+15.12=35.1KN 第四层： 35.1+12.96+15.12=63.2KN 第三层： 63.2+12.96+15.12=91.3KN 第二层： 91.3+12.96+15.12=119.4KN 第一层： 119.4+12.96+15.12=147.4KN 6.2.4 框架中跨（B、C）在活载作用下的轴力
1）活载作用下梁端剪力见内力图4.3
2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布计算（梯形或三角形）
据上下柱端轴力相同可做如下计算：
第六层：
屋面三角形部分荷载 4⨯1/2⨯1.82M2⨯0.5KN/M2=3.24KN 屋面梯形部分荷载 (6/2M⨯3.6M-1/2⨯1.82M2⨯2) ⨯0.5KN/M2=3.78KN 屋面走廊矩形部分荷载： 2.8M⨯1//2⨯3.9M⨯0.5KN/M2=2.73KN 总和： 3.24+3.78+2.73=9.75KN 第五层：
楼面三角形部分荷载 4⨯1/2⨯1.82M2⨯2.0KN/M2=12.96KN 楼面梯形部分荷载 (6/2M⨯3.6M-1/2⨯1.82M2⨯2) ⨯2.0KN/M2=15.12KN 楼面走廊矩形部分荷载： 2.8M⨯1//2⨯3.9M⨯2.0KN/M2=10.92KN 总和： 9.75+12.96+15.12+10.92=48.8KN
第四层： 48.8+12.96+15.12+10.92=87.8KN
第三层： 87.8+12.96+15.12+10.92=126.8KN
第二层： 126.8+12.96+15.12+10.92=165.8KN 第一层：165.8+12.96+15.12+10.92=204.8KN
水平地震梁端剪力与柱轴力标准值见表6-2：
表6-2
19.6
重力荷载代表值作用下的轴力
底层：N
=742+（68+61⨯5）⨯（1.226-1）=826.3KN
A
=870+5⨯6⨯(1.226-1)=876.8KN
N
B
=615+（68+61⨯4）⨯（1.226-1）=685.5KN 二层：N
A
=719+5⨯5⨯(1.226-1)=724.7KN
N
B
=495+（68+61⨯3）⨯（1.226-1）=551.7KN 三层：N
A
N
=574+5⨯4⨯(1.226-1)=578.5KN
B
四层：N
=376+(68+61⨯2) ⨯(1.226-1)=418.9KN
A
N
=430+5⨯3⨯(1.226-1)=433.4KN
B
=256+(68+61) ⨯(1.226-1)=285.2KN
五层：N
A
=285+5⨯2⨯(1.226-1)=287.3 KN
N
B
=136+68⨯(1.226-1)=151.4KN
六层：N
A
=140+5⨯(1.226-1)=141.1KN
N
B
框架柱内力组合见下表6-3，同框架梁一样，只取边柱、中柱的首层、标准层及顶层。

表6-3 框架边柱内力组合值
M
7 截面设计
7.1 框架梁的配筋计算
混凝土C20，f C =9.6N/mm 2,f t =1.1N/mm 2, α1=1.0
钢筋 HRB335,f y =300N/mm 2, ζb =0.55
7.1.1 梁段A1B1配筋计算 截面为250mm ⨯600mm
跨中正截面计算：
M max =88.5KN M ∙,框架梁跨中截面为T 形，T 形截面翼缘宽度f b '取值如下： 按梁跨度考虑，f b '=l/3=6000/3mm=2000mm 按梁肋净距考虑，f n b b s '=+=250+3650=3900mm 按翼缘厚度考虑，
=-0
s h h
a =600-40=560mm
f
h
h
'
=100/560=0.18>0.1,不考虑此项，故取前两项较小值，f b '=2000mm 。

判别T 形截面类别
01
(
)2
f
c
f
f h
f b
h h α'
'
'-
=1.0⨯9.6⨯2000⨯100⨯(560-100/2)
=979.2KN M ∙> M max =88.5KN M ∙
因此，该截面属于第一类T 形截面。

计算钢筋面积A S
6
2
20
1 1.088.5101.09.62000560S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=='
⨯⨯⨯=0.014 查表得，ξ=0.014< b
ξ=0.550,
1
f
c
S
y
f b h A
f
ξα'=
2
2
1.09.6/20000.014560300/N mm mm
N mm mm
⨯⨯⨯⨯=
2
501.76mm = 验算适用条件
2
min
5020.35%min(0.2%,0.45
0.2%)250560S
t y
mm mm
A f mm
bh
f
ρρ
=
=
=>
==⨯
满足不少筋条件选用218Φ，实际钢筋面积为509mm 2 支座正截面计算：
M max =-167.6KN M ∙(受拉钢筋配置在上侧，则框架支座截面形状按矩形计算)
260
2
2
22
1 1.0167.6/100.2231.09.6/250560S
c f
M
N N mm mm
mm mm
f b h
γα
α⨯⨯=
=
='
⨯⨯⨯
查表得 10.2540.55b ξξ=<=
2
2
1
2
1.09.6/2500.255601120300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
min
1120
0.8%0.2%250560
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为 420Φ，实际钢筋面积为1256mm 2 支座斜截面计算：
V max =-120KN
复合截面尺寸：
60040560S h mm h
a =-=-=
560/250 2.244W
b
b
h
h
=
==<
2
00.250.25 1.09.6/250560c c
b N mm mm f h mm β
=⨯⨯⨯⨯
336120KN KN => 所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250560t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 107.8 Vmax=120KN KN =< 所以需要按计算配置箍筋：
sv10
n 0.7S
1.25A t yv
V b f h f
h
-≥
2
32
1200.7 1.1/25056010 1.25300/560N N mm mm
N mm
mm mm ⨯-⨯⨯⨯=
⨯⨯ =0.058
选8φ双肢箍，n=2，sv1A =50.3 2
mm ,
sv1n 250.3
17340.058
0.058
A S mm ⨯≤
=
=
按构造配筋，取S=200mm, 配筋率
sv1
,min
n 250.3
1.1
0.2%0.24
0.240.08%250200
300
A t sv
sv yv
bs
f f
ρ
ρ
⨯=
=
=>
==⨯
=⨯ 则箍筋选用双肢8@200φ
7.1.2 梁段A3B3配筋计算 截面为250mm ⨯600mm
跨中正截面计算： M max =88.5KN M ∙ 计算钢筋面积A S ：
6
2
20
1 1.083.8101.09.62000560
S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=='
⨯⨯⨯=0.014 查表得，ξ=0.014< b
ξ=0.550,
1
c f
S
y
f b h A
f
ξ
α'=
2
2
1.09.6/20000.014560300/N mm mm
N mm mm
⨯⨯⨯⨯=
2
501.76mm = 验算适用条件:
2
min
5020.35%min(0.2%,0.45
0.2%)250560S
t y
mm mm
A f mm
bh
f
ρρ
=
=
=>
==⨯
满足不少筋条件选用218Φ，实际钢筋面积为509mm 2 支座正截面计算：
M max =--160.3KN M ∙
260
2
2
22
1 1.0160.3/100.2131.09.6/250560S
c f
M N N mm mm
mm mm
f b h
γ
αα⨯⨯=
=
='⨯⨯⨯
查表得 10.240.55b ξξ=<=
2
2
1
2
1.09.6/2500.245601075300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
min
1075
0.76%0.2%250560
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为 420Φ，实际钢筋面积为1256mm 2 支座斜截面计算：
V max =-36.5KN
2
00.250.25 1.09.6/250560c c
b N mm mm f h mm β
=⨯⨯⨯⨯
33636.5KN KN => 所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250560t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 107.8 >Vmax=36.5KN KN =
所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200φ
7.1.3 梁段A6B6配筋计算 截面为250mm ⨯600mm
跨中正截面计算： M max =95.4KN M ∙ 计算钢筋面积A S ：
6
2
20
1 1.095.4101.09.62000560
S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=
='⨯⨯⨯=0.016 查表得，ξ=0.016< b ξ=0.550,
1
c f
S
y
f b h A
f
ξ
α'=
2
2
1.09.6/20000.016560300/N mm mm
N mm mm
⨯⨯⨯⨯=
2
573.4mm =
验算适用条件:
2
min
573.40.41%min(0.2%,0.45
0.2%)250560S
t y
mm mm
A f mm
bh
f
ρρ
=
=
=>
==⨯
满足不少筋条件选用220Φ，实际钢筋面积为628mm 2 支座正截面计算：
M max =-93.4KN M ∙
2
60
2
2
22
1 1.093.4/100.1241.09.6/250560
S
c f
M N N mm mm
mm mm
f b h
γ
αα⨯⨯==
='
⨯⨯⨯
查表得 1
0.130.55b
ξξ
=<
=
2
2
1
2
1.09.6/2500.1356058
2.4300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
min
582.4
0.42%0.2%250560
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为220Φ，实际钢筋面积为628mm 2 支座斜截面计算：
V max =-116.6KN
β
=⨯⨯⨯⨯2
00.250.25 1.09.6/250560c c
b N mm mm f h mm
336116.6KN KN => 所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250560t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 107.8 Vmax=116.6KN KN =< 所以需要按计算配置箍筋：
sv10
n 0.7S
1.25A t yv
V b f h f
h
-≥
2
32
116.60.7 1.1/250560101.25300/560N N mm mm
N mm
mm mm ⨯-⨯⨯⨯=
⨯⨯ =0.042
选8φ双肢箍，n=2，sv1A =50.3 2
mm ,
sv1n 250.3
23950.058
0.042
A S mm ⨯≤
=
=
按构造配筋，取S=200mm, 配筋率：
sv1
,min
n 250.3
1.1
0.2%0.24
0.240.08%250200
300
A t sv
sv yv
bs
f f
ρ
ρ
⨯=
=
=>
==⨯
=⨯
则箍筋选用双肢8@200φ
7.1.4 梁段B1C1配筋计算 截面为250mm ⨯450mm
跨中正截面计算：
M max =17.6KN M ∙,框架梁跨中截面为T 形，T 形截面翼缘宽度f b '取值如下： 按梁跨度考虑，f b '=l/3=2800/3mm=930mm 按翼缘厚度考虑，0s h h a =-=450-40=410mm
f
h
h
'
=100/410=0.24>0.1
判别
T 形截面类别
1
()2
f
c f f h
f b h h
α'
''-
=1.0⨯9.6⨯930⨯100⨯(410-100/2)
=321.4KN M ∙> M max =17.16KN M ∙
因此，该截面属于第一类T 形截面。

计算钢筋面积A S ：
20
161.017.6102
1.09.6930410S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=
=
'⨯⨯⨯=0.012
查表得，ξ=0.012< b ξ=0.550,
1
c f
S
y
f b h A
f
ξ
α'=
2
2
1.09.6/9300.012410300/N mm mm
N mm mm
⨯⨯⨯⨯=
2
146mm =
由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。

选用218Φ，实际钢筋面积为509mm 2 支座正截面计算：
M max =-75.8KN M ∙
2
60
2
2
22
1 1.075.8/100.1881.09.6/250410S
c f
M N N mm mm
mm mm
f b h
γαα⨯⨯==
='
⨯⨯⨯
查表得 ξ=0.21< b
ξ=0.550
2
2
1
2
1.09.6/2500.21410689300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
ρ=
min
689
0.67%0.2%250410
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为 222Φ，实际钢筋面积为760mm 2 支座斜截面计算
V max =-45.7KN
复合截面尺寸：
45040410S h mm h
a
=-=-=
410/250 1.644W
b
b
h
h
=
==<
2
0250.25 1.09.6/250410c c
b N mm mm f h mm β
=⨯⨯⨯⨯
24645.7KN KN => 所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250410t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 78.9 Vmax=45.7KN KN =<
所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200φ 7.1.5 梁段B3C3配筋计算 截面为250mm ⨯450mm
跨中正截面计算： M max =13.2KN M ∙, 计算钢筋面积A S ：
6
2
20
1 1.013.2101.09.6930410S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=='
⨯⨯⨯=0.009 查表得，ξ=0.04< b
ξ=0.550,
由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。

选用218Φ，实际钢筋面积为509mm 2
支座正截面计算：
M max =-58.5KN M ∙
2
60
2
2
22
1 1.058.5/100.1451.09.6/250410S
c f
M
N N mm mm
mm mm
f b h
γα
α⨯⨯=
=
='
⨯⨯⨯
查表得 ξ=0.16< b
ξ=0.550
2
2
1
2
1.09.6/2500.16410525300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
ρ=
min
525
0.51%0.2%250410
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为 220Φ，实际钢筋面积为628mm 2 支座斜截面计算：
V max =36.5KN 2
0250.25 1.09.6/250410c c
b N mm mm f h mm β
=⨯⨯⨯⨯
24636.5KN KN => 所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250410t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 78.9 Vmax=36.5KN KN =<
所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200φ 7.1.6 梁段B6C6配筋计算 截面为250mm ⨯450mm
跨中正截面计算 M max =29.4KN M ∙, 计算钢筋面积A S ：
6
2
20
1 1.029.4101.09.6930410S
c f
M f b h
γ
αα⨯⨯=='
⨯⨯⨯=0.019
查表得，ξ=0.019< b
ξ=0.550,
1
c f
S
y
f b h A
f
ξ
α'=
2
2
1.09.6/9300.019410300/N mm mm
N mm mm
⨯⨯⨯⨯=
2
224.3mm =
验算适用条件:
2
min
224.30.22%min(0.2%,0.45
0.2%)250410S
t y
mm mm
A f mm
bh
f
ρρ
=
=
=>
==⨯
满足不少筋条件选用216Φ，实际钢筋面积为402mm 2 支座正截面计算：
M max =-49.3KN M ∙
2
60
2
2
22
1 1.049.3/100.1221.09.6/250410S
c f
M N N mm mm
mm mm
f b h
γ
αα⨯⨯=
=
='⨯⨯⨯
查表得 ξ=0.13< b ξ=0.550
2
2
1
2
1.09.6/2500.13410426.4300/c f
S
y
N mm mm
N f b h mm A
mm f
mm
ξ
α'⨯⨯⨯⨯=
=
=
验算适用条件：
ρ=
min
426.4
0.41%0.2%250410
S b A h
ρ
=
=>
=⨯
满足不少筋条件，选用实际配筋为 218Φ，实际钢筋面积为509mm 2 支座斜截面计算：
V max =18.3KN 2
0250.25 1.09.6/250410c c
b N mm mm f h mm β
=⨯⨯⨯⨯
24618.3KN KN =>
所以截面尺寸符合要求。

验算是否按计算配置箍筋：
2
00.70.7 1.1/250410t b N mm mm f h mm =⨯⨯⨯ 78.9 Vmax=18.3KN KN =<
所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200φ 7.2 框架柱的配筋计算
混凝土采用C25，f C =11.9N/mm 2,f t =1.27N/mm 2, α1=1.0 纵向钢筋采用HRB335级，f y =300N/mm 2, ζb=0.55 箍筋采用HPB235级，f yv =210N/mm 2
7.2.1 A1A0柱配筋计算 截面尺寸：450mm ⨯450mm
纵向受力钢筋计算：
M max =78.4KN M ∙,N max =1109.8KN 求偏心距增大系数η
1.25 1.25 4.95 6.19H m m l
==⨯=
078.4711109.8
M mm N e ===
45040410S h mm h
a =-=-=
450
153030
a h
mm e =
=
=或20a
mm e
=。

取二者最大值20a mm e =，
则
91i
a
mm e e e
=
+=
1
91
0.2 2.7
0.2 2.7
0.80410
i e h
ξ
=+=+= 0
6.19
13.7150.45
h
l ==< 取2 1.0ξ=
2
12
1
011400()i
l e h
h
ηξξ
=+
2
1
6190
10.8 1.0 1.48904501400410
()=+⨯⨯⨯=⨯
判别大、小偏心受压
321
1109.8101.011.9/450c
N
N
b N mm f
mm χα⨯=
=⨯⨯。