第一章 设计任务及基本要求1.1 设计原始资料1.1.1 工程概况该工程为六层办公楼，主体为现浇钢筋混凝土框架结构，占地面积为1310㎡，建筑面积5240㎡，建筑物共6层，底层层高5.1m，标准层层高3.6m，顶层层高4.5m，总高度25.5m，室内外高差0.450m，基础顶面距离室外地面1.05m，基础采用柱下独立基础该办公楼主要以层为单元出租，每层为一个独立的单元，拥有接待室、会议室、档案室、普通办公室、专用办公室等楼内设有两个电梯三个楼梯，主、次楼梯开间均为3m，进深均为6.6m，楼梯的布置均符合消防、抗震的要求1.1.2 设计条件一、抗震设防烈度：7度设防，抗震设计分组为第一组，设计基本地震加速度值为0.1g；二、基本风压： 0.55KN/m2，B类粗糙度；三、雪荷载标准值：0.2KN/m2；四、结构体系：现浇钢筋混凝土框架结构五、工程地质条件：拟建场地地形平坦，土质分布具体情况见表，II类场地土地下稳定水位距地表-9m，表中给定土层深度由自然地坪算起建筑地点冰冻深度-0.5m表1-1 建筑地层一览表序号岩土深度土层深度（m）厚度范围（m）地基土承载力（kPa）压缩模量（mPa）1杂填土0.0—1.21.2------2粉土1.2—2.00.82005.03中粗砂2.0—4.82.83009.54砾砂4.8—15.010.235021.01.2 建筑设计任务及要求一、基本要求：满足建筑功能要求，根据已有的设计规范，遵循建筑设计适用、经济合理、技术先进、造型美观的原则，对建筑方案分析其合理性，绘制建筑施工图。
二、规定绘制的建筑施工图为：1、底层、标准层及顶层平面图：比例 1：150（图1-1）2、主要立面图：比例 1：150（图1-2，图1-3）3、屋面排水布置图：比例 1：1504、剖面图：比例 1：1505、墙身大样及节点详图：比例 1：100及1：10图1-1 标准层平面图图1-3 -轴立面图1.3结构设计任务及要求一、基本要求：在建筑方案设计的基础上，正确选择合理的结构形式，结构体系和结构布置，掌握高层建筑结构的计算方法和基本构造要求，绘制施工详图二、规定绘制的结构施工图为：1、结构平面布置图：比例 1：1502、一榀框架结构配筋图：比例 1：1503、屋面板、楼面板的配筋图：比例 1：1504、楼梯配筋图：比例 1：1005、基础设计图：1张三、结构设计计算书内容：说明结构方案如何确定的，材料选择列出结构设计计算过程中采用的计算方法、计算假定、计算原则、计算简图、内力图及计算结果第二章 建筑设计说明2.1建筑平面设计2.1.1建筑平面布置一、建筑结构方案：对于建筑物的土质和所在地区的抗震等要求，选择框架结构和桩基础，具体见结构施工图二、平面组合：对于办公楼来说，首先要保证其用途，并且符合经济合理的要求，在平面布置上符合抗震和消防的要求，已经在办公楼适合的位置设置抗震缝。
在消防方面，楼梯的布置和走廊的长度、宽度均已符合设计规范要求三、交通组织及防火疏散设计：在垂直的交通方面，在适合的位置都已设置了楼梯，并加设了消防通道考虑到防火疏散的要求，办公楼楼的走廊适当的放宽四、采光通风：根据该建筑物的性质，将窗台安排到离地面900mm的高度，以保证有足够的采光和通风2.1.2柱网布置图2-1 柱网布置图2.2剖面设计2.2.1房间各部分高度1、层高和净高：底层层高5.1m，净高3.5m；标准层层高3.6m，净高3.5m；顶层层高4.5m，净高4.4m2、室内外高差：0.45m3、窗面及窗高: 窗面距楼面为0.9m，窗高为1.8m2.2.2屋面构造说明（从上到下）1、保护层；现浇40厚细石混凝土2、防水层：捷罗克防水层（厚8mm）3、找平层：20厚1：3水泥砂浆找平4、保温兼找坡层：膨胀珍珠岩砂浆找坡（平均厚140mm）5、结构层：100厚钢筋混凝土屋面板6、10厚纸浆石灰泥粉平7、V型轻钢龙骨吊顶2.2.3楼面构造说明（从上到下）1、面层：水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底）2、结构层：100厚钢筋混凝土楼面板3、10厚纸浆石灰泥粉平4、V型轻钢龙骨吊顶2.2.4 地面构造说明（从上到下）1、面层：水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底）2、结构层：100厚钢筋混凝土楼面板3、70厚碎石或碎砖4、素土夯实2.2.5 墙体构造说明一、外墙面1、外刷防水涂料2、8厚混合砂浆找平3、12厚水泥砂浆打底4、240厚墙体层（采用粉煤灰空心砌块）二、内墙面1、内墙涂料二度刷面2、20厚混合砂浆找平3、240厚墙体层（采用粉煤灰空心砌块）2.3 立面设计2.3.1 外墙面做法1、相对标高+1.050以上外墙面用12厚水泥砂浆打底，8厚混合砂浆找平，外墙防水涂料二度，颜色为粉蓝色，线脚颜色为褐色。
2、相对标高+1.050至室外地面间外墙用12厚水泥砂浆打底，外贴300×300的仿大理石墙面砖第三章 结构设计3.1 结构方案的选择及结构布置3.1.1 结构方案的确定考虑到现浇钢筋混凝土框架结构建筑平面布置灵活，能够获得较大的使用空间，建筑立面容易处理，可以适应不同房屋造型，故本设计采用现浇钢筋混凝土框架结构3.1.2 基础类型的确定根据施工场地、地基条件、场地周围的环境条件，选择柱下独立基础3.1.3 结构构件截面尺寸和材料的选择一、基础顶面设计标高的确定根据地质勘察报告的建议，地基持力层可设在中粗沙层上，该层距室外地面2.0m—4.8m之间，现选用桩基础，故取基础顶面距离室外设计地面1.05m处二、楼板厚度的确定根据平面布置，单向板的最大跨度为3m，按刚度条件，板厚为l/40=3000/40=75mm；按构造要求，现浇钢筋混凝土单向板的最小厚度为60mm；综合荷载等情况考虑，取板厚h=100mm.三、次梁截面尺寸确定根据平面布置，次梁的最大跨度为8100mm，次梁高h=(1/18—1/12)l=(1/18—1/12)8100=450mm—1013mm，取h=700mm；次梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)700=350mm—233mm，取b=300mm 四、框架梁截面尺寸确定1、横向框架梁：横向框架梁的最大跨度为6600mm，横向框架梁高h=(1/8—1/12)l=(1/8—1/12)6600=825mm—550mm，取h=750mm；横向框架梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)750=375mm—250mm， 取b=350mm 2、 纵向框架梁：纵向框架梁高h=(1/8—1/12)l=(1/8—1/12)6600=825mm—550mm，取h=750mm；纵向框架梁宽b=(1/2—1/3)h=(1/2—1/3)750=375mm—250mm， 取b=350mm 五、框架柱截面尺寸确定对于多层框架，无论从受力的角度，还是柱的净高而言，都以底层最为不利。
底层层高H=5.1m，柱截面高度取h=(1/15—1/20)H=(1/15—1/20)5100=340mm—255mm又对于抗震设防烈度为7度，房屋高度为22.5m<30m，即抗震等级为三级的框架结构，为保证柱有足够的延性，需要限制柱的轴压比，柱截面面积应满足下式：，其中，再扩大1.2—1.3倍，则，即，bc=hc=530mm，综合考虑取bc=hc=550mm六、材料选择1、混凝土强度等级：除基础垫层混凝土选用C10，基础选用C25外，基础以上各层混凝土均选用C352、钢筋级别：框架梁、柱等主要构件的纵向受力钢筋选择HRB335级钢筋；构造钢筋、箍筋及板内钢筋选用HPB2353.2 框架荷载计算选取结构平面布置图中第轴线处框架KJ8作具体计算3.2.1 板面荷载计算一、屋面荷载1、恒荷载标准值：现浇40厚细石混凝土 22×0.04=0.88KN/㎡捷罗克防水层（厚8mm） 0.10KN/㎡20厚1：3水泥砂浆找平 20×0.02=0.40KN/㎡膨胀珍珠岩砂浆找坡（平均厚140mm） 14×0.14=1.96KN/㎡100厚钢筋混凝土屋面板 25×0.10=2.50KN/㎡10厚纸浆石灰泥粉平 16×0.01=0.16KN/㎡V型轻钢龙骨吊顶 0.25KN/㎡合计 6.25KN/㎡2、活荷载标准值： 按上人屋面，取2.0KN/㎡二、楼面荷载1、恒荷载标准值：水磨石地面（10mm面层，20mm水泥砂浆打底） 0.65KN/㎡100厚钢筋混凝土屋面板 25×0.10=2.50KN/㎡10厚纸浆石灰泥粉平 16×0.01=0.16KN/㎡V型轻钢龙骨吊顶 0.25KN/㎡合计 3.56KN/㎡2、活荷载标准值： 按“办公楼”一栏取，取2.0KN/㎡3.2.2 梁柱自重1、横向框架梁（750×350）：0.35×（0.75-0.1）×25=5.688KN/m2、纵向框架梁（750×350）：0.35×（0.75-0.1）×25=5.688KN/m3、次梁（700×300）： 0.3×（0.7-0.1）×25=5.25KN/m4、框架柱（550×550）： 考虑柱装修重0.5KN/m顶层柱： 0.55×0.55×4.5×25＋0.55×4×4.5×0.5=39KN标准层柱：0.55×0.55×3.6×25＋0.55×4×3.6×0.5=31.2KN底层柱： 0.55×0.55×5.1×25＋0.55×4×5.1×0.5=44.2KN3.2.3 门窗自重1、门：除底层大门为玻璃门外，其余均为木门。
木门自重：0.2KN/㎡2、窗：均采用塑钢玻璃窗窗自重：0.3KN/㎡3.2.3 雨蓬本建筑物雨蓬均采用钢结构雨蓬，向厂家统一订购，并按规定进行安装3.3 板的内力及配筋计算3.3.1 屋面板计算一、单向板部分屋面板1、荷载计算1) 恒荷载：gk=6.25KN/㎡2) 活荷载：qk=2.0KN/㎡3) 荷载组合：1.2gk+1.4qk=1.2×6.25+1.4×2=10.3KN/㎡ 1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×6.25+1.4×0.7×2=10.4KN/㎡ 取g+q=10.4KN/㎡屋面板的几何尺寸和计算简图见图3-1(a) 屋面板的几何尺寸(b) 屋面板的计算简图 图3-1屋面板的几何尺寸和计算简图2、内力计算取1m宽板带作为计算单元，按弹性理论计算，各跨的计算跨度l0为各跨支座中心线间的距离lc ,各截面弯矩用弯矩分配法计算得：图3-2 屋面板各截面弯矩计算（弯矩分配法）(单位：KN·m)3、正截面承载力计算：取板的截面有效高度h0=100-15=85mm表3-1 屋面板正截面承载力计算截面M(KN·m)(mm2)选配钢筋实配钢筋面积（mm2）A-B跨中4.050.0340.9832318＠200251B支座-5.70.0470.9763278＠110457B-C跨中1.550.0130.993876＠200141C支座-3.80.0310.9842168＠200251C-D跨中2.20.0180.9911246＠200141D支座-4.430.0370.9812538＠200251D-E跨中2.250.0190.9901276＠200141E支座-3.670.0300.9852098＠200251E-F跨中1.240.0100.955706＠200141F支座-6.460.0540.9723728＠110457E-G跨中4.660.0390.9802668＠110457G支座-7.620.0630.9674418＠110457G-H跨中2.990.0250.9871708＠200251H支座-9.80.0810.9585738＠85592H-I跨中6.80.0560.9713928＠110457二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格）1.荷载设计值恒荷载：gk=6.25KN/㎡ g=1.4×6.25=8.75KN/㎡活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡荷载组合： g+q=8.75+2.4=11.15KN/㎡ g+=8.75+=9.95KN/㎡ ==1.2KN/㎡2.弯矩计算计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取A区格板： 跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时作用下的跨中弯矩值两者之和。
支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩 3.截面设计截面有效高度：选用8钢筋作为受力主筋，则l01横向跨中截面的，l02纵向跨中截面的，支座截面处的h0均为81mm截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算： A区格跨中截面折减200/0，A区格四周支座折减200/0计算配筋量时，取内力臂系数，则表3-2 屋面板双向板配筋计算截面h0(mm)m(KN·m/m)(mm2/m)实配钢筋实配钢筋面积(mm2/m)跨中l01方向814×0.8=3.21988＠200251跨中l02方向732×0.8=1.6998＠200251支座l01方向81-7.54×0.8=-6.033738＠130387支座l02方向73-5.72×0.8=-4.582838＠1702963.3.2 楼面板的内力计算一、单向板部分1、荷载计算 1) 恒荷载：gk=3.56KN/㎡ 2) 活荷载： 按办公楼取，qk=2.0KN/㎡ 3) 荷载组合：1.2gk+1.4qk=1.2×3.56+1.4×2=7.07KN/㎡ 1.35gk+1.4×0.7qk=1.35×3.56+1.4×0.7×2=6.77KN/㎡ 取g+q=7.07KN/㎡楼面板的几何尺寸和计算简图见图3-3 (a) 楼面板的几何尺寸(b) 楼面板的计算简图 图3-3 楼面板的几何尺寸和计算简图2、内力计算取1m宽板带作为计算单元，按弹性理论计算，各跨的计算跨度l0为各跨支座中心线间的距离lc ,各截面弯矩用弯矩分配法计算得：图3-4 楼面板各截面弯矩(单位：KN·m)3、正截面承载力计算取板的截面有效高度h0=100-15=85mm表3-3 楼面板正截面承载力计算截面M(KN·m)(mm2)选配钢筋实配钢筋面积（mm2）A-B跨中2.740.0230.9881556＠170166B支座-3.860.0320.9842208＠200251B-C跨中1.060.0090.995606＠200141C支座-2.580.0210.9891468＠200251C-D跨中1.480.0120.994836＠200141D支座-3.010.0250.9871718＠200251D-E跨中1.530.0130.993866＠200141E支座-2.490.0210.9891418＠200251E-F跨中-0.850.0070.996486＠200141F支座-4.370.0360.9822498＠200251F-G跨中3.180.0260.9871806＠200141G支座-5.180.0430.9782978＠170296G-H跨中2.030.0170.9911156＠200141H支座-6.670.0550.9723848＠130387H-I跨中4.620.0380.9812648＠170296二、双向板内力计算（A区格，B区格配筋同A区格）1、荷载设计值恒荷载：gk=3.56N/㎡ g=1.4×3.56=4.98KN/㎡活荷载：qk=2.0KN/㎡ q=1.2×2=2.4KN/㎡荷载组合： g+q=4.98+2.4=7.38KN/㎡ g+ =4.98+=6.18KN/㎡ ==1.2KN/㎡2、弯矩计算计算弯矩时，考虑泊松比的影响，取A区格板： 跨中最大弯矩可简化为当内支座固支时，g+作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时作用下的跨中弯矩值两者之和。
支座最大负弯矩即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩3、截面设计截面有效高度：选用8钢筋作为受力主筋，则l01横向跨中截面的h01=h-c- =100-15-=81mm，l02纵向跨中截面的h02=h-c-=100-15-=73mm，支座截面处的h0均为81mm截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折算：A区格跨中截面折减20，A区格四周支座折减20计算配筋量时，取内力臂系数，则表3-4 楼面双向板配筋计算截面h0（mm）m(KN·m/m)(mm2/m)实配钢筋实配钢筋面积(mm2/m)跨中l01方向812.8×0.8=2.24138.68＠200251跨中l02方向731.4×0.8=1.1276.98＠200251支座l01方向81-4.99×0.8=-3.992478＠200251支座l02方向73-3.79×0.8=-3.031888＠2002513.4 次梁内力及配筋计算3.4.1 屋面次梁内力计算(取L1计算) 一、荷载设计值1. 恒荷载：由板传来： 6.25×3=18.75KN/m 次梁自重： 5.25KN/m 合计： gk=24KN/m 2. 活荷载： qk=2×3=6KN/m 3. 荷载组合设计值 g+q=1.2 gk+1.4 qk=1.2×24+1.4×6=37.2KN/m g+q=1.35gk+1.4×0.7 qk=1.35×24+1.4×0.7×6=38.28KN/m取g+q=38.28KN/m (单向板部分的荷载设计值)4. 双向板部分的荷载设计值-轴间：l0x/l0y=4.5/3=1.5<2， 故为双向板；-轴间：l0x/l0y=3/3=1<2， 故为双向板。
双向板部分次梁承受的最大荷载g+q=38.28KN/m将梯形分布荷载化为等效的均布荷载：----将三角形分布荷载化为等效的均布荷载：屋面次梁的几何尺寸和计算简图见图3-5 图3-5 屋面次梁的几何尺寸和计算简图二、内力计算1、由于各跨跨距相差较大，次梁的弯矩用弹性理论中的弯矩分配法求得，其中各跨的计算跨度l0为各跨轴线间的距离lc 图3-6 屋面次梁各截面弯矩(单位：KN·m)2、内力汇总表3-5 屋面楼面次梁各截面内力截面A支座A-B跨中B支座B-C跨中C支座C-D跨中D支座D-E跨中左右左右左右M(KN·m)0170-216.6121-834-106.7134V(KN)103---172132---13264---64126--截面E支座E-F跨中F支座F-G跨中G支座G-H跨中H支座H-I跨中I支座左右左右左右左右M(KN·m)-99.5-40-87130-186.5164-232.71640V(KN)-12636---36132---132155---155172---1033、截面承载力计算1) 次梁跨中截面按T形截面进行计算，其翼缘宽度取两者中的较小值（取最大跨轴线间距8.1m计算） 取判断跨中截面属于哪一类T形截面 取h0=700-35=665mm， 则： -->167.1KN·m故属于第一类T形截面。
2) 支座截面按矩形截面计算，均按一排钢筋考虑，取h0=700-35=665mm3) 次梁正截面受弯承载力计算表3-6 屋面次梁正截面受弯承载力计算截面位置M(KN·m)(跨中)或b（支座）（mm2）选配钢筋实配钢筋面积(mm2)A-B跨中1700.0100.010<0.995856320941B支座-216.63000.0980.103<0.94911444201256B-C跨中1210.0070.007<0.997608220628C支座-833000.0370.038<0.981424220628C-D跨中40.00040.0004<1.00020220628D支座-106.73000.0480.049<0.976548220628D-E跨中1340.0080.008<0.996674320941E支座-99.53000.0450.046<0.977510220628E-F跨中-400.0050.005<0.998201220628F支座-873000.0390.040<0.980445220628F-G跨中1300.0080.008<0.9966543206941G支座186.53000.0840.088<0.9569784201256G-H跨中1640.0080.008<0.996825320941H支座-232.73000.1050.111<0.94512344201256H-I跨中1640.0090.009<0.9968253209414) 次梁斜截面受剪承载力计算由表3-5得，Vmax=172KN 0.25×1.0×300×665×16.7=833KN > Vmax=124KN则截面尺寸满足要求 0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN > Vmax=124KN则按构造规定选配箍筋，选配6＠2503.4.2 楼面次梁内力计算(取L1计算)一、荷载设计值1.恒荷载：由板传来： 3.56×3=10.68KN/m 次梁自重： 5.25KN/m 合计： gk=15.93KN/m 2. 活荷载： qk=2×3=6KN/m 3. 荷载组合设计值(单向板部分的荷载设计值) g+q=1.2 gk+1.4 qk=1.2×15.93+1.4×6=27.52KN/m g+q=1.35gk+1.4×0.7 qk=1.35×15.93+1.4×0.7×6=27.39KN/m取g+q=27.52KN/m 4. 双向板部分的荷载设计值-轴间：l0x/l0y=4.5/3=1.5<2， 故为双向板；-轴间：l0x/l0y=3/3=1<2， 故为双向板。
双向板部分次梁承受的最大荷载g+q=27.52KN/m-轴间：将梯形分布荷载化为等效的均布荷载：-----轴间：将三角形分布荷载化为等效的均布荷载：楼面次梁的几何尺寸和计算简图见图3-7图3-7 楼面次梁的几何尺寸和计算简图二、内力计算1、由于各跨跨距相差较大，次梁的弯矩用弹性理论中的弯矩分配法求得，其中各跨的计算跨度l0为各跨轴线间的距离lc图3-8 楼面次梁各截面弯矩(单位：KN·m)2、内力汇总表3-7 楼面次梁各截面内力截面A支座A-B跨中B 支座B-C跨中C支座C-D跨中D支座D-E跨中左右左右左右M(KN·m)0100-155.357-59.516-76.476V(KN)74---12495---9546---4691--截面E支座E-F跨中F支座F-G跨中G支座G-H跨中H支座H-I跨中I支座左右左右左右左右M(KN·m)-71.5-48-6366-133.576-167.1780V(KN)-9126---2695---95111---111124---743、截面承载力计算1) 次梁跨中截面按T形截面进行计算，其翼缘宽度取两者中的较小值（取最大跨轴线间距8.1m计算） 取判断跨中截面属于哪一类T形截面 取h0=700-35=665mm， 则： -->167.1KN·m故属于第一类T形截面。
2) 支座截面按矩形截面计算，均按一排钢筋考虑，取h0=700-35=665mm3) 次梁正截面受弯承载力计算表3-8楼面次梁正截面受弯承载力计算截面位置M(KN·m)(跨中)或b（支座）（mm2）选配钢筋实配钢筋面积(mm2)A-B跨中1000.0060.006<0.997503218509B支座-155.33000.0700.073<0.9648084181017B-C跨中570.0030.003<0.998286216402C支座-59.53000.0270.027<0.986302216402C-D跨中160.0010.001<0.99980216402D支座-76.43000.0340.035<0.983390216402D-E跨中760.0050.005<0.997382216402E支座-71.53000.0320.033<0.984364216402E-F跨中-480.0060.006<0.997241216402F支座-633000.0280.028<0.986320216402F-G跨中660.0100.010<0.995332216402G支座-133.53000.0600.062<0.969691318763G-H跨中760.0040.004<0.998382216402H支座-167.13000.0750.078<0.9618724181017H-I跨中780.0040.004<0.9983922164024) 次梁斜截面受剪承载力计算 由表3-7得，Vmax=124KN0.25×1.0×300×665×16.7=833KN > Vmax=124KN则截面尺寸满足要求。
0.7ftbh0=0.7×1.57×300×665=219KN > Vmax=124KN则按构造选配箍筋，选配6＠250 3.5 横向平面框架的内力计算3.5.1 框架梁柱相对线刚度计算一、框架柱的惯性矩二、框架梁的惯性矩矩形截面惯性矩： 对中框架KJ8为： 三、各层框架梁线刚度表3-9 各层框架梁线刚度框架梁位置-轴框架梁-轴框架梁-轴框架梁-轴框架梁跨度l（mm）4500660030006000线刚度四、各层框架柱线刚度 表3-10 各层框架柱线刚度框架柱位置顶层框架柱标准层框架柱底层框架柱层高H（mm）450036005100线刚度五、各杆件相对线刚度以-轴框架梁线刚度相对值为1，则可算得各杆件相对线刚度值，注于图3-9中图3-9 各杆件相对线刚度3.5.2 恒荷载作用下框架的内力计算一、恒荷载标准值计算框架横梁上主要承受次梁传来的集中荷载和主梁自重产生的均布荷载，现将主梁自重产生的均布荷载转化为集中荷载，与次梁传来的集中荷载相加，一起进行弯矩分配 1、屋面层F1=（6.25×1.15+5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×1.5×7.65=127KNF2=（6.25×2.25＋5.25）×7.65＋5.688×2.25=161KNF3=（6.25×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2=161KNF4=（6.25×2.2＋5.25）×7.65＋5.688×2.2=158KNF5=（6.25×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6=183KNF6=（6.25×3＋5.688）×7.65＋5.688×3=204KNF7=（6.25×3＋5.25）×7.65＋5.688×3=201KNF8=（6.25×1.5＋5.688)×7.65＋5.688×1.5+8×0.24×1.5×7.65=146KN2、楼面层F9=（3.56×1.15＋5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×[4.5×7.1-（2.25＋1.4＋0.4）×1.8]＋（2.25＋1.4＋0.4）×0.3×1.8=131KNF10=（3.56×2.25＋5.25）×7.65＋5.688×2.25=114KNF11=（3.56×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2+8×0.24×1.02×4.5=125KNF12=（3.56×2.2＋5.25）×7.65＋5.688×2.2=113KNF13=（3.56×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6＋8×0.24×（4.5×7.1-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=186KNF14=（3.56×3＋5.688）×7.65＋5.688×3＋8×0.24×（4.5×3.775-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=170KNF15=（3.56×3＋5.25）×7.65＋5.688×3=139KNF16=（3.56×1. 5＋5.688）×7.65＋5.688×1. 5＋8×0.24×[4.5×7.1-（2.25＋1.4）×1.8]＋（2.25＋1.4）×0.3×1.8=144KNF17=（3.56×1.15＋5.688）×7.65＋5.688×1.15＋8×0.24×[3.6×7.1-（2.25＋1.4＋0.4）×1.8]＋（2.25＋1.4＋0.4）×0.3×1.8=101KNF18=（3.56×2.2＋5.688）×7.65＋5.688×2.2+8×0.24×1.02×3.6=123KNF19=（3.56×2.6＋5.688）×7.65＋5.688×2.6＋8×0.24×（3.6×7.1-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=174KNF20=（3.56×3＋5.688）×7.65＋5.688×3＋8×0.24×（3.6×3.775-1.2×2.1）＋1.2×2.1×0.2=164KNF21=（3.56×1. 5＋5.688）×7.65＋5.688×1. 5＋8×0.24×[3.6×7.1-（2.25＋1.4）×1.8]＋（2.25＋1.4）×0.3×1.8=131KN3、恒荷载作用下KJ8受荷简图图3-10 恒荷载作用下KJ8受荷简图(单位：KN)二、框架内力计算框架内力采用分层法计算，对图3-9标明的各杆件相对线刚度值，除底层柱以外，其余各层柱线刚度乘以0.9，即：顶层柱： 0.206×0.9=0.185 ； 标准层柱： 0.258×0.9=0.232具体计算过程如下：(a) 顶层计算单元(单位：KN·m)(b) 标准层计算单元(单位：KN·m)(c) 底层计算单元(单位：KN·m)图3-11 恒荷载作用下的KJ8梁端弯矩计算(a) 弯矩图(单位：KN·m)(b) 剪力图和轴力图(注：括号内数字表示相应楼层的柱下端轴力) (单位：KN)图3-12 恒荷载作用下的KJ8内力图3.5.3 活荷载作用下框架的内力计算一、活荷载标准值计算1、屋面层： 雪荷载： 0.2KN/㎡ 屋面活荷载（上人屋面）: 2.0KN/㎡F1=2×1.15×7.65=18KNF2=2×2.25×7.65=34KNF3=2×2.2×7.65=34KNF4=2×2.2×7.65=34KNF5=2×2.6×7.65=40KNF6=2×3×7.65=46KNF7=2×3×7.65=46KNF8=2×1.5×7.65=23KN2、楼面层：根据荷载规范，办公楼楼面活荷载标准值取2.0KN/m，荷载同屋面层。
3、活荷载作用下KJ8受荷简图图3-13 活荷载作用下KJ8受荷简图(单位：KN)二、框架内力计算同恒荷载一样，活荷载作用下的框架内力计算采用分层法，具体计算过程如下：(a) 顶层计算单元(单位：KN·m)(b) 标准层计算单元(单位：KN·m)(c) 底层计算单元(单位：KN·m)图3-14 活荷载作用下的KJ8梁端弯矩计算(a) 弯矩图(单位：KN·m)(b) 剪力图和轴力图(单位：KN)图3-15 活荷载作用下的KJ8内力3.5.4 风荷载作用下框架的内力计算一、风荷载标准值计算由于是现浇框架，而且每榀横向框架的车移刚度基本相同，故各榀框架承受同样的风力现取出第轴的KJ8，计算水平风荷载1、基本参数基本风压=0.55KN/㎡；按B类粗糙度查得风压高度系数在4.05m、7.65m、11.25m、14.85m、18.45m、22.95m 处分别为1.00、1.00、1.04、1.14、1.22、1.30；风荷载体形系数在迎风面为+0.8，在背风面为-0.52、风荷载标准值计算 ： 由确定图3-16 风荷载标准值二、风荷载作用下的框架内力计算1、各梁柱相对线刚度表3-11各梁柱相对线刚度梁、柱位置-跨梁-跨梁-跨梁-跨梁顶层柱标准层柱底层柱相对线刚度i0.6670.45510.50.2060.2580.1832、各柱的剪力值（D值法）表3-12 风荷载做用下各柱的剪力值层数柱号 (KN)第6层A63.2380.6180.127()0.713()4.76B65.4470.7310.151()5.66C67.0630.7790.160()5.99D67.2820.7850.162()6.07E62.4270.5480.113()4.23第5层A52.5850.5640.146()0.832()9.42B54.3490.6850.177()11.42C55.6400.7380.190()12.26D55.8140.7440.192()12.39E51.9380.4920.127()8.2第4层A42.5850.5640.146()0.832()13.35B44.3490.6850.177()16.19C45.6400.7380.190()17.38D45.8140.7440.192()17.56E41.9380.4920.127()11.62第3层A32.5850.5640.146()0.832()16.95B34.3490.6850.177()20.55C35.6400.7380.190()22.06D35.8140.7440.192()22.29E31.9380.4920.127()14.75第2层A22.5850.5640.146()0.832()20.41B24.3490.6850.177()24.74C25.6400.7380.190()26.56D25.8140.7440.192()26.84E21.9380.4920.127()17.75第1层A13.6450.7340.134()0.719()25.57B16.1310.8160.149()28.43C17.9510.8490.155()29.58D18.1970.8530.156()29.77E12.7320.6830.125()23.85注：其中第一层 ， 3、各柱反弯点高度根据总层数m，该柱所在层数n，梁柱线刚度比，查表得到标准反弯点系数y0；根据上下横梁线刚度比值i查得修正值y1；根据上下层高度变化查得修正值y2、y3；各层反弯点高度yh=(y0+y1+y2+y3)h 。
表3-13 风荷载作用下各柱反弯点高度层数第六层 (m=6,n=6,h=4.5m)柱号y0y1y2y3yh=(y0+y1+y2+y3)h(m)A63.2380.4510----0.802.03B65.4470.4510----0.802.03C67.0630.4510----0.802.03D67.2820.4510----0.802.03E62.4270.4210----0.801.89层数第五层 (m=6,n=5,h=3.6m)A52.5850.45101.250101.62B54.3490.5101.250101.8C55.6400.5101.250101.8D55.8140.5101.250101.8E51.9380.45101.250101.62层数第四层 (m=6,n=4,h=3.6m)A42.5850.451010101.62B44.3490.51010101.8C45.6400.51010101.8D45.8140.51010101.8E41.9380.451010101.62层数第三层 (m=6,n=3,h=3.6m)A32.5850.51010101.8B34.3490.51010101.8C35.6400.51010101.8D35.8140.51010101.8E31.9380.51010101.8层数第二层 (m=6,n=2,h=3.6m)A22.5850.510101.401.8B24.3490.510101.401.8C25.6400.510101.401.8D25.8140.510101.401.8E21.9380.510101.401.8层数第一层 (m=6,n=1,h=5.1m)A13.6450.55100.70----2.81B16.1310.55100.70----2.81C17.9510.55100.70----2.81D18.1970.55100.70----2.81E12.7320.55100.70----2.814、风荷载作用下的框架内力求出各柱剪力Vi和该柱反弯点高度yi后，则该柱下端弯矩为Mi=Viyi,上端弯矩为Vi(hi-yi),再利用节点平衡求出框架梁端弯矩，画出左风作用下的框架内力图，右风作用下的框架内力与左风作用下的反号。
a) 弯矩图(单位：KN·m)与梁剪力图(单位：KN)(b) 柱剪力图与轴力图(单位：KN)图3-17 左风作用下的框架内力图3.5.5 地震荷载作用下框架的内力计算一、水平地震作用标准值的计算1、框架的抗震等级由设计需求，抗震设防烈度为7度，房屋高度为22.5m < 30m，可知该框架的抗震等级为三级2、场地和特征周期值根据工程地质报告和土的类型划分，可知该场地为Ⅱ类场地，由设计地震分组为第一组，可查得特征周期值Tg=0.35s3、重力荷载代表值（取第轴线的KJ8计算各层重力荷载代表值）1) 顶层重力荷载代表值G6活荷载：按上人屋面：2.0×20.65×7.65=315.9KN 雪载:0.2×20.65×7.65= 31.6KN 取大值：315.9KN 恒荷载：屋面板自重：6.25×20.34×7.65=972.5KN柱自重： 5×=97.5KN纵向框架梁自重：5.688×(7.65-0.55)×5=201.9KN横向框架梁自重：5.688×(20.1-4×0.55)=101.8KN次梁自重： 5.25×(7.65-0.35)×4=153.3KN窗洞： 0.45×(2.25×2+1.4×2+0.4)=3.47㎡窗自重： 3.47×0.3=1.。