办公楼施工项目管理实施规划及施工图预算的编制定稿版

办公楼施工项目管理实施规划及施工图预算的
编制
HUA system office room 【HUA16H-TTMS2A-HUAS8Q8-HUAH1688】
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毕业设计（论文）
题目某办公楼施工项目管理实施规划及施工
图预算的编制
函授站（学习中心）北京学习中心
工程管理专业10级（春、秋）层次春
学生姓名 XXX
指导教师 XXX
2012年2月目录
第一章 工程概况
1.1、总体概况
本工程是北京市通州区半壁店大街25号办公大楼。

主体地上3层，首层层高3.6m,
二、三层3.3m,总高度为13.2m 。

根据《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068——2001）
本工程属于普通房屋和构筑物，结构的设计使用年限为50年。

建筑结构设计时，应根据结构破坏可能产生的后果（危及人的生命、造成经济损失、产生社会影响等）的严重性，采用不同的安全等级。

本工程按建筑物类型属于一般的房屋，破坏结果严重，安全等级属于二级。

1.2、设计资料
1.2.1、工程名称
北京市通州区半壁店大街25号办公大楼
1.2.2、自然资料
（1）、基本风压值0.452/m KN
（2）、基本雪压值0.402/m KN
1.2.3、地质资料
图1 工程地质资料
1.2.4、荷载资料
根据《建筑结构荷载规范》GB5009-2001（以下简称荷载规范）
建筑结构设计时，对不同荷载应采用不同的代表值。

对永久荷载应采用标准值作为代表值。

对可变荷载应根据设计要求采用标准值、组合值、频遇值或准永久值作为代表值。

对偶然荷载应按建筑结构使用的特点确定其代表值。

（1）民用建筑楼面均布活荷载标准植按规定采用
楼面取 2.02/m KN
厕所、走廊、楼梯取 2.52/m KN
（2）荷载规范屋面均布活荷载规定采用
不上人屋面 0.52/m KN
上人屋面 2.02/m KN
1.2.5、烈度
根据《建筑抗震设计规范》GB50011-2001（以下简称抗震规范）附录A ： 该地区抗震设防烈度为8度，设计设计地震分组为第一组。

1.3、结构方案确定
本工程平面、立面规则，楼（屋）盖采用双向板肋梁体系，柱下独立基础。

1.3.1、选用材料
1、混凝土强度等级的选用：主体框架、楼梯和楼板，基础均采用强度等级为C30混凝土，
2、钢筋的选用：柱梁的受力钢筋为HRB400级钢，箍筋为HPB235级钢，现浇板的受力钢筋为HRB335级钢
3、墙体选用： 内、 外墙均用240标准空心砖
4、板厚：双向板的厚度不宜小于50 mm ，同时双向板板厚与短跨跨长的比值(h/ la)应满足h/ la=1/50(连续板)，根据GB50011-2001（6.1.14），本工程板厚取120 mm 。

第二章梁柱截面估算
2.1、梁柱截面估算
2.1.1框架结构拄网布置图
根据结构要求和建筑空间功能的布置要求，选取柱网尺寸如图：
图2 柱网平面图
2.1.2柱截面尺寸
根据GB50011-2001（6.3.6），柱的截面宽度和高度均不宜小于300毫米，柱的剪跨比宜大于2，柱截面长边与短边比不宜大于3，抗震等级为二级，轴压比限值为
0.8，整个建筑的恒载标准值估算为2 KN/m2活荷载标准值问，2.0KN/m2，C30强度等级混凝土的轴心抗压强度设计值c=14.3 KN/m2.
按中柱的负荷载面积估算底层柱的轴力：
恒载：12×0.5×（3.5+2.34）×3.5×5=613.2KN
活载：2×0.5×（3.5+2.34）×3.5×5=102.2KN
估算柱轴力设计值：Nv=1.2×613.2+1.4×102.2=878.92KN
A c ≥c f N 8.02.1=3
.148.08789202.1⨯⨯=9.22×1042mm 中柱的截面尺寸为350mm×450mm
边柱的截面尺寸估算：
恒载：12×0.5×（3.5+6.6）×0.5×6.6×5=999.9KN
活载：2×0.5×（3.5+6.6）×0.5×6.6×5=166.65KN
A c ≥c f N 9.02.1=3
.149.0)65.1664.19.9992.1(1200⨯⨯+⨯⨯=13.36×1042mm 柱截面尺寸取350mm×450mm
角柱的截面尺寸估算：
同理：截面尺寸取350mm×450mm
柱高为3.6米时，长细比为7.2；柱高为3.3米时，长细比为6.6，均满足要求。

2.1.3、梁截面尺寸的确定
根据规范要求：全部为现浇结构，故采用矩形梁
（1）梁：h b =(1/8～1/18)l b b =(1/2～1/3) h b
2.34m 跨： h=(1/8～1/18) ×2.34=（130～292.5） 取h=250mm
b=(1/2～1/3)×450=(150～225) 取b=200mm
6.6m 跨： h=(1/8～1/18) ×6.6=（367～825） 取h=500mm
b=(1/2～1/3)×450=(150～225) 取b=200mm
2.1.4、框架几何示意图
图3 几何示意图
第三章抗震设计
根据抗震规范1.0.2 抗震设防烈度为6度及以上地区的建筑，必须进行抗震设计。

计算地震作用时，建筑物的重力荷载代表值应取结构和构配件自重标准值和各可变荷载组合值之和。

各可变荷载的组合值系数，应按下表采用。

组合值系数
结构抗震验算，应符合下列规定：7度和7度以上的建筑结构（木结构房屋除外），应进行多遇地震作用下的截面抗震验算。

抗震验算时，结构任一楼层的水平地震剪力应符合下式要求：
∑=>n
i j j Eki G V λ
式中Eki V ——第i 层对应于水平地震作用标准值的楼层剪力
λ——剪力系数，七度区基本周期小于3.5s 的结构，基本周期加速度为
0.15g 的地区为0.024，对竖向不规则结构的薄弱层，尚应乘以1.15的增大系
数。

j G ——第j 层的重力荷载代表值。

本工程为8度，需进行抗震设计。

3.1、重力荷载代表值计算
3.1.1、板的标准荷载
（单位：KN/m 2）
1、地砖楼面
地砖地面 1.2
120厚钢筋混凝土现浇楼板 0.12×25＝3.00
∑＝4.2
2、不上人屋面
20厚1：2.5水泥沙浆找平层 0.02×20=0.40
SBS 防水卷材 0.05
15厚1：3水泥砂浆找平层 0.02×20＝0.40
120厚钢筋混凝土现浇屋面板 0.12×25＝3.00
∑＝3.85KN/ m 2
3.1.2、梁、柱、墙、门窗的重力荷载的标准值计算
按照单位长度和单位面积计算
①、柱：
1、截面尺寸350×450 mm×mm
粉刷自重：（0.35+0.45）×2×0.02×17＝0.54 KN/ m
混凝土自重： 0.35×0.45×25 = 3.94 KN/ m
∑＝4.48 KN/ m
②、梁：
1、截面尺寸200×250 mm×mm
粉刷自重：（0.02×0.13×2＋0.2×0.02）×17＝0.1122KN/ m
混凝土自重： 0.13×0.2×25.0 = 0.65KN/ m
∑＝0.7622 KN/ m
2、截面尺寸200×500 mm×mm
粉刷自重：（0.02×0.38×2＋0.20×0.02）×17＝0.3264KN/ m
混凝土自重： 0.38×0.20×25.0 = 1.90KN/ m
∑＝2.2264 KN/ m
3.1.3、门窗,墙
外墙采用240mm的混凝土空心砌块
以单位面积计算
240厚的墙的标准面荷载：0.24×15 + 17×0.02×2＝4.28 2
KN m
/
门窗的标准面荷载： 0.45 2
KN m
/
3.1.4、楼梯
楼梯板仍折算成面载，以单位面积计算，中间的楼梯井面积忽略不计。

楼梯的计算简图如下：
图2-1-1 楼梯梯段板截面图
梯段面载计算：（134+134+150）×300×0.5×1000×25×9
10 +19.8×0.008×（0.15+0.3）
+0.0224×0.3×17=1.753KN
1.753/0.3=5.85 KN/ m2
3.1.5、墙的重力荷载代表值的计算
计算方法：在计算重力荷载代表值时，将这主体结构为三层的办公楼简化为三个质点。

即每个质点=楼层标高处楼板重+0.5×（下层墙柱总重量+上层墙柱总重量）－（下层门窗按比例1：2分配到下层的重量＋上层门窗按比例1：2分配到上层的重量）
墙（一层下）
横向
1、[（6.6－0.21×2）×1.8×2－(2.34-0.24)×1.8] =18.468m2
2、[（6.6-0.21×2）×1.8] ×3 =33.372 m2
3、[（6.6－0.21×2）×1.8×2] ×3 =66.764m2
4、[（3.5×4-0.35×4）×1.8－1.8×1.8×3] =12.96 m2
5、[（3.5-0.35）×1.8－1.05×2.1] =3.465 m2
6、[（3.5×2－0.35×2）×1.8－1.5×1.8×2-0.9×2.4×2] =1.62 m2
7、[（6.6+3.5×4－0.35×5）×1.8－1.8×2.4×2] =25.29 m2
8、[（6.6×2+3.5×4-0.35×6）×1.8－4×1.8×1.8-3.6×1.8-2.4×3] =18.54 m2
纵轴
1、(6.6×2+2.34-0.45×3)×1.8-1.8×2.4 =21.222 m2
2、（6.6-0.45）×1.8×3 =33.21 m2
3、（3.5×13+6.6-0.45×18）×1.8-1.8×1.8×11-0.9×1.8 =41.94 m2
4、（3.5×12+6.6-0.45×17）×1.8-1.8×2.4×4-0.9×2.4×3-1.5×0.6×3-1.5×1.8 =44.55 m2
5、(3.5×13-0.45×17）×1.8-1.5×2.4-1.8×2.4×5-0.9×2.4-1.5×1.8 =38.07 m2
6、（3.5×13+6.6+2.34-0.45×19）×1.8-1.8×1.8×13-2.4×3 =33.282m2
合计：180.459 m2
212.274 m2
墙（一层上）
横向
1、（6.6－0.21×2）×1.3×2－(2.34-0.24)×1.55 =12.831 m2
2、（6.6-0.21×2）×1.3×3 =24.102 m2
3、（6.6－0.21×2）×1.3×2 ×3 =48.204 m2
4、（3.5×4-0.35×4）×1.3－1.8×1.8×3 =6.66 m2
5、[（3.5-0.35）×1.8－1.05×2.1] =3.465 m2
6、[（3.5×2－0.35×2）×1.8－1.5×1.8×2-0.9×2.4×2] =1.62m2
7、[（6.6+3.5×4－0.35×5）×1.8－1.8×2.4×2] =25.29 m2
8、[（6.6×2+3.5×4-0.35×6）×1.8－4×1.8×1.8-3.6×1.8-2.4×3] =18.54 m2
纵轴：
1、(6.6×2+2.34-0.45×3)×1.8-1.8×2.4 =21.222 m2
2、（6.6-0.45）×1.8×3 =33.21 m2
3、（3.5×13+6.6-0.45×18）×1.8-1.8×1.8×11-0.9×1.8 =41.94 m2
4、（3.5×12+6.6-0.45×17）×1.8-1.8×2.4×4-0.9×2.4×3-1.5×0.6×3-1.5×1.8 =44.55 m2
5、(3.5×13-0.45×17）×1.8-1.5×2.4-1.8×2.4×5-0.9×2.4-1.5×1.8 =38.07 m2
6、（3.5×13+6.6+2.34-0.45×19）×1.8-1.8×1.8×13-2.4×3 =33.282m2
合计：140.694 m2
212.274 m2
墙（二层下）
横向
1、[（6.6－0.21×2）×1.65×2－(2.34-0.24)×1.65] =16.929m2
2、[（6.6-0.21×2）×1.65] ×3 =30.591 m2
3、[（6.6－0.21×2）×1.65×2] ×3 =60.182m2
4、[（3.5×4-0.35×4）×1.65－1.8×1.65×3] =11.88 m2
5、[（3.5-0.35）×1.65－1.05×1.65] =3.465 m2
6、[（3.5×2－0.35×2）×1.65－1.5×1.65×2-0.9×1.65×2] =2.475m2
7、[（6.6+3.5×4－0.35×5）×1.65－1.8×1.65×2] =25.163 m2
8、[（6.6×2+3.5×4-0.35×6）×1.65－4×1.8×1.65-3.6×1.65-2.4×1.65] =16.635 m2
纵轴
1、(6.6×2+2.34-0.45×3)×1.65-1.8×1.65 =20.443 m2
2、（6.6-0.45）×1.65×3 =30.443 m2
3、（3.5×13+6.6-0.45×18）×1.65-1.8×1.65×11-0.9×1.65 =38.445m2
4、（3.5×12+6.6-0.45×17）×1.65-1.8×1.65×4-0.9×1.65×3-1.65×0.6×3-1.5×1.65 =40.057m2
5、(3.5×13-0.45×17）×1.65-1.5×1.65-1.8×1.65×5-0.9×1.65-1.5×1.65 =41.168 m2
6、（3.5×13+6.6+2.34-0.45×19）×1.65-1.8×1.65×13-2.4×1.65 =33.15m2
合计：171.32 m2
209.705 m2
墙（二层上）
横向
1、[（6.6－0.21×2）×1.65×2－(2.34-0.24)×1.65] =16.929m2
2、[（6.6-0.21×2）×1.65] ×3 =30.591 m2
3、[（6.6－0.21×2）×1.65×2] ×3 =60.182m2
4、[（3.5×4-0.35×4）×1.65－1.8×1.65×3] =11.88 m2
5、[（3.5-0.35）×1.65－1.05×1.65] =3.465 m2
6、[（3.5×2－0.35×2）×1.65－1.5×1.65×2-0.9×1.65×2] =2.475m2
7、[（6.6+3.5×4－0.35×5）×1.65－1.8×1.65×2] =25.163 m2
8、[（6.6×2+3.5×4-0.35×6）×1.65－4×1.8×1.65-3.6×1.65-2.4×1.65] =16.635 m2
纵轴
1、(6.6×2+2.34-0.45×3)×1.65-1.8×1.65 =20.443 m2
2、（6.6-0.45）×1.65×3 =30.443 m2
3、（3.5×13+6.6-0.45×18）×1.65-1.8×1.65×11-0.9×1.65 =38.445m2
4、（3.5×12+6.6-0.45×17）×1.65-1.8×1.65×4-0.9×1.65×3-1.65×0.6×3-1.5×1.65 =40.057m2
5、(3.5×13-0.45×17）×1.65-1.5×1.65-1.8×1.65×5-0.9×1.65-1.5×1.65 =41.168 m2
6、（3.5×13+6.6+2.34-0.45×19）×1.65-1.8×1.65×13-2.4×1.65 =33.15m2
合计：171.32 m2
209.705 m2
墙（三层下）
同二层下
合计：171.32 m2
209.705 m2
墙（三层上）
同二层下
合计：171.32 m2
209.705 m2
窗：地下一层上～一层下
1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×4 =54.81 m2
一层上～二层下
1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×4+1.5×0.6×2+ 1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×6
=114.12 m2二层上～三层下
1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×4+1.5×0.6×2+ 1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×6
=114.12 m2
三层上
1.8×0.9×30+0.9×0.9+1.5×0.9×6+1.5×0.6×2 =59.31 m2
门
地下一层上～一层下
1.8×1.8×10＋1.5×1.8＋0.9×1.8×7＋
2.4×1.8×2 =55.08 m2
一层上～二层下
1.8×0.6×10＋1.5×0.6＋0.9×0.6×7＋
2.4×1.2×2+ 1.8×1.8×11＋1.5×1.8＋0.9×1.8×7
=70.92 m2
二层上～三层下
1.8×1.8×10＋1.5×1.8＋0.9×1.8×7+ 1.8×0.6×11＋1.5×0.6＋0.9×0.6×7 =63 m2
三层上
1.8×0.6×11＋1.5×0.6＋0.9×0.6×7 =16.56 m2
梁
地下一层
300×750：（6.6－0.45）×42 =258.3 m2
250×400：（2.34－0.45）×22 =41.58 m2
250×500：（3.5－0.35）×40 =126 m2
一层
200×500：（6.6-0.45）×42 =258.3 m2
200×250：（2.34－0.45）×22＋（3.5-0.35）×40 =167.58m2
二层
200×500：（6.6-0.45）×42 =258.3 m2
200×250：（2.34－0.45）×22＋（3.5-0.35）×40 =167.58 m2
三层
200×500：（6.6-0.45）×42 =258.3 m2
200×250：（2.34－0.45）×22＋（3.5-0.35）×40 = 167.58m2
板
一层
56.24×15.54+15.54×14.055－3.26×4.615 =1077.34 m2
二层
56.24×15.54+15.54×14.055－3.26×4.615 =1077.34 m2
三层
56.24×15.54+15.54×14.055－3.26×4.615 =1077.34 m2
柱
地下一层下
450×350：1.95×87 =169.65m
地下一层～一层
450×350：（1.95＋1.8－0.12）×87 =315.81m
一层～二层
450×350：（1.8＋1.65－0.12）×87 =287.1m
二层～三层
450×350：（1.65＋1.65－0.12）×87 =276.66m
三层上
450×350：（1.65－0.12）×87 =133.11m
地下一层～一层
墙：240厚：392.78×4.28 =1679.59KN
门窗：109.89×0.45 =49.45 KN
梁：200×500：258.3×2.23 =576.01 KN
200×250：167.58×0.76 =127.36KN
板：1077.34×4.2 =4524.83 KN
柱：169.65×4.48＋315.81×4.48 =2174.86 KN
楼梯：3.26×4.615×5.85 =88.01 KN
G k1=楼板＋梁重＋楼梯＋墙＋柱＋门窗
=4524.83＋576.01＋127.36＋88.01＋1679.59＋2174.86＋49.45 =9220.11KN 一层～二层
墙：240厚：（140.694+212.274+171.32＋209.705）×4.28 =3141.49KN
门窗：114.12×0.45＋70.92×0.45 =83.27KN
梁：200×500：258.3×2.23 =576.01KN
200×250：167.58×0.76 =127.36KN
板：1077.34×4.2 =4524.83KN
柱：287.1×4.48 =1286.21KN
楼梯：3.26×4.615×5.85 =88.01 KN
G k2=楼板＋梁重＋楼梯＋墙＋柱＋门窗
=4524.83+576.01+127.36+88.01+3141.49+1286.21+83.27 =9827.18KN
二层～三层
墙：240厚：（171.32+209.705+171.32+209.705）×4.28 =3261.57KN 梁：200×500：258.3×2.23 =576.01KN
200×250：167.58×0.76 =127.36KN
板：1077.34×4.2 =4524.83KN
柱：276.66×4.48 =1239.44KN
楼梯：3.26×4.615×5.85 =88.01 KN
门窗：114.12×0.45＋63×0.45 =79.70KN
G k3=楼板＋梁重＋楼梯＋墙＋柱＋门窗
=4524.83+576.01+127.36+88.01+3261.57+1239.44+79.70 =9896.92KN 三层
墙：240厚：（171.32+209.705）×4.28 =1068.86KN
梁：200×500：258.3×2.23 =576.01KN
200×250：167.58×0.76 =127.36KN
板：1077.34×4.2 =4524.83KN
柱：133.11×4.48 =596.33KN
楼梯：3.26×4.615×5.85 =88.01 KN
门窗：59.36×0.45＋16.56×0.45 =34.16KN
G k3=楼板＋梁重＋楼梯＋墙＋柱＋门窗
=1068.86+576.01+127.36+4524.83+596.33+88.01+34.16 =7015.56KN
活荷载的计算
查荷载规范得：楼面的单位活荷载基本为2.0，组合系数为0.5
屋面的活荷载不计入，不考虑折减，最大雪荷
载为0.352/KN m ，组合系数为0.5
活载计算
Q 1=51.24×7.2×2＋51.24×2.5×2.7＋（51.24×7.8－7.8×7.8－4.2×7.8）×2.0＋（7.8×7.8
＋4.2×7.8）×2.5 =1929.87KN
Q 2=同上
Q 3=同上
Q 4=（51.24×17.82－7.8×7.8）×0.35＋7.8×7.8×2.5=450.39KN =21.294KN
恒载和活载组合计算Gi
查规范：Ge=Gk ＋∑EiQki φ
活荷载组合系数为0.5；雪荷载组合系数为0.5
横载和活载组合计算G i 表3-1-1
图4 重力荷载代表值Gi 分布图
3.2、横向框架侧移刚度计算
3.2.1横梁线刚度的计算
本工程混凝土采用C30，E c =3.0×104N/mm 2惯性矩为 I =
12
1
bh 3进行框架结构内力和位移计算时，现浇楼板可以作为框架梁的有效翼缘，每侧翼缘的有效宽度为板厚的6倍，为了简化计算，在设计中允许采用下表所示的系数。

K b 梁的线刚度计算 表3-2-1
Kc柱侧移刚度 E=3.00×104N/mm2表3-2-2
3.3、柱子D值计算
3.3.1、1轴柱D值计算
-1～1层，混凝土C30，层高h=3.6m 表3-3-1
2~3
3.3.2
-1～1层，混凝土C30，层高h=4.2m 表3-3-3
2~3层，混凝土C30，层高h=3.6m 表3-3-4
3.3.5、其它轴柱D 值计算
7轴柱D 值计算同5轴
9轴柱D 值计算同3轴
10轴柱D 值计算同2轴
11轴柱D 值计算同3轴
13轴柱D 值计算同5轴
15轴柱D 值计算同3轴
16轴柱D 值计算同2轴
17轴柱D 值计算同1轴 3.3.6、D 值汇总
表3-3-10
3.4采用顶点位移法计算，根据结构在重力荷载水平作用时算得的顶点位移
来推测其基本周期，计算公式 T1=1.71T ∆α
1T ∆为顶点位移，按D 值法计算
考虑到填充墙对框架的刚度影响，取基本周期的调整系数为α=0.7 根据各层重力荷载的侧移刚度求得顶部位移变化量。

计算过程见下表： 横向框架顶点位移计算 表3-4-1
3.5、横向水平地震作用计算和变形侧移计算
3.5.1横向地震作用计算
地震作用按8度设计，基本地震加速度为0.2g ，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组按一组，则=g T 0.35S, 16.0max =α 采用底部剪力法
49.04.159.01=>=g T S T ，故应考虑顶点附加地震作用
附加顶部地震作用系数为： 118.007.06.008.0=+⨯=n δ 结构等效总重力荷载：
,0.85eq i j G G =∑=0.85×
53070.345=45109.79KN KN Geq T Tg Fek 55.333279.4510912.0)59
.035.0(max )1(
9
.09.0=⨯⨯=⨯=α 顶点地震作用：
KN nFek Fn 24.39355.3332118.0=⨯==∆δ 质点I 的水平地震作用
1
(1)i I
i EK n n
i J
j G H F F G H
δ==
-∑
各层地震作用及楼层地震剪力 表3-5-1
3.6、变形验算
3.6.1、变形验算结果
表3-6-1
e e 3.6.2、水平地震作用、层间剪力
图6 层间位移分布 单位：M 图7 层间剪力分布 单位：KN
3.7、地震作用下KJ-7框架内力计算
3.7.1、柱端弯矩计算
B 柱轴 表3-7-1
表3-7-2
D轴柱
表3-7-3
012 3 Vim=ViDim/Di 下上3.7.2、地震作用下框架梁柱弯矩计算
地震作用下框架梁柱弯矩图如下：
图8 地震作用下弯矩图单位：KN/M
3.7.3、梁端剪力计算如下表
表3-7-5
梁端弯矩b M 、剪力B V 及柱子轴力i N 分别按下式计算:
k
n i
k r b l b i r b
l b b u
ij b j i l b
r b r b r b
u
ij b j i l b
r b l
b l b
V V N l
M
M V M M i i i M M M i i i M ∑=++-=+=
++=++=)()
()
(,1,1
如下图
地震作用下框架梁端剪力及柱轴力
第四章 竖向荷载内力计算
由于结构基本对称，在竖向荷载作用下的框架侧移可略去不计。

其内力分析采用弯矩分配法，在竖向荷载作用下梁端可以考虑塑性内力重分布，取弯矩调幅系数0.85，楼面的竖向荷载分别按恒载及满跨活载计算。

横向框架内力计算
4.1、竖向荷载的计算
4.1.1、均布荷载计算 1～4层荷载计算：
楼面荷载为4.27 KN/m 2,卫生间楼面荷载为4.58 KN/m 2,楼梯的面荷载为5.85 KN/m 2,通过计算模型简化，得出结构二层梁的受力简图如图
4
3
2
13
1
2
梁自重
AB 跨：
m KN q BC /255.5=
BC 跨： m KN q CD /0254.2= CD 跨： m KN q DE /255.5= 三角形荷载和梯形荷载等效成均部荷载
8/52/258.285.51⨯⨯=q =4.13m KN /
q2=5.85×3.3/2×5/8 =6.03m KN / q3=5.255＋4.58×1.8/2 =9.38m KN / q4=4.27×2.7/2×5/8 =5.63m KN / q5=4.27×4.2/4 =4.48m KN / q6=5.255＋4.27×7.8/6 =10.806m KN /
P1={[2.27×0.5×7.8＋4.58×(0.75＋0.9)×0.5×7.8]×6.3＋[2.72×0.5×7.8＋0.5×4.58×0.9×7.8×(1
－2×0.2882＋0.2883)×4.58×2.25×0.5×7.8]×5.5＋(4.58×2.25×5/8)×5.5×2.25}÷7.8＋[1－
2×(0.272＋0.273)]×5.85×4.2×0.5×2.1＋5.255×7.8×0.5＋2.025×4.2×0.5
=132.9KN
P5=[（1－2×0.272＋0.273）×5.85×0.5＋（1－2×0.392＋0.393）×5.85×0.5＋0.72×0.5]×4.2 =25.75KN
P6=[（1－2×0.392＋0.393）×5.85×0.5＋5.85×0.9×0.5＋2.72×0.5]×4.2
=26.06KN
P2={[2.72×0.5×7.8＋4.58×（0.75＋0.9）×7.8×0.5]×6.3＋[2.72×7.8×0.5＋0.5×4.58×0.9×7.8
＋（1－2×0.2882＋0.2883）×4.58×2.25×7.8×0.5]×5.5＋（4.58×2.25×5/8）×2.25×5.5}÷7.8
＋5.85×0.9×0.5×4.2＋（1－2×0.322＋0.323）×4.27×1.35×0.5×4.2＋1.35×4.27×0.5×7.8＋
5.255×7.8×0.5＋2.025×4.2×0.5 =153.51KN
P3=2.72×0.5×7.2×2＋4.27×2.6×0.5×7.2＋4.27×2.1×7.2＋2.72×0.5×7.2＋（1－
2×0.232×0.233）×4.27×1.35×0.5×4.2＋1.35×4.27×0.5×7.8＋5.255×7.8×0.5＋2.025×4.2×0.5 =191.15KN
P4=2.27×7.2×0.5×2＋4.27×2.6×0.5×7.2＋4.27×2.1×7.2＋2.72×7.2×0.5＋5.255×7.8×0.5＋
2.025×4.2×0.5 =158.65KN
M1=P1×0.125=132.9×0.125 =16.61KN.m
M2=P2×0.175=153.51×0.175 =26.86 KN.m
M3=P3×0.175=191.15×0.175 =33.45 KN.m
M4=P4×0.125=158.65×0.125 =19.83 KN.m
AB梁：Mb=Mc=1/12×Qbc×BC2=1/12×(4.48＋10.81＋5.255)×7.22
=88.78 KN.m
BC梁：Mc=Md=1/12×Qcd×CD2=1/12×(5.63＋2.025)×2.72
=4.65 KN.m
CD梁：Md=Me=1/12×Qde×DE2＋1/8×P5×DE＋1/8×P6×DE
=1/12×(4.13＋6.03＋9.38)×7.82＋1/8×26.04×7.8＋1/8×25.75×7.8
=176.21 KN.m
则横荷载的分部如图
图9 横载计算简图
4.2、分配系数计算
地下一层及一层 A 结点：下U =19.079
.8025.2474.2474
.2=++
上U =15.079.8025.2474.2025
.2=++
左U =
66.079
.8025.2474.279
.8=++
B 结点：下U =12.055
.379.8371.1866.1866
.1=+++
上U =09.055.379.8371.1866.1371
.1=+++
左U =56.055.379.8371.1866.179
.8=+++
右U =
23.055
.379.8371.1866.155
.3=+++
C 结点：下U =
12.008
.655.3071.1457.1457
.1=+++
上U =09.008
.655.3071.1457.1071
.1=+++
左U =29.008.655.3071.1457.155
.3=+++
右U =
5.008
.655.3071.1457.108
.6=+++
D 结点：下U =2.008
.6401.1089.1089
.1=++
上U =15.008.6401.1089.1401
.1=++
左U =65.008
.6401.1089.108
.6=++
二到三层
A 结点：上下U U = =19.06
.6025.2025.2025
.2=++
右U =
62.06
.6025.2025.26
.6=++
B 结点：上下U U = =09.078
.855.3371.1371.1371
.1=+++
左U =58.078.855.3371.1371.178
.8=+++
右U =
24.078
.855.3371.1371.155
.3=+++
C 结点：上下U U ==09.008
.655.3071.1071.1071
.1=+++
左U =3.008.655.3071.1071.155
.3=+++
右U =
52.008
.655.3071.1071.108
.6=+++
D 结点：上下U U = =16.008
.6401.1401.1401
.1=++
左U =
68.008
.6401.1401.108
.6=++
4.3、恒荷载作用下框架内力计算
-19.83
23.45
-26.8616.61
-19.83
33.45-26.86
16.61
-19.83
33.45-26.86
16.61
-7.29
-13.1720.03
-9.50
-137.420.72
-6.78-9.11-11.13-3.42-3.42-11.1355.9-20.2220.72
-6.78-9.11
-13.740.66-4.65-2.56-5.1588.78
22.36-33.22-5.15-2.56-11.13-4.650.240.0955.9
88.78
0.58-11.130.09-3.42-3.42-22.02-2.56
22.36-2.56-5.15-5.15-33.220.240.090.580.09下柱左梁上柱-12.51-25.02
-39.270.16
-1.74
-12.51-39.27-1.740.20
-31.28-25.02
-4.41-35.69
176.21-176.2135.926.22-53.17
-106.3471.8412.444.65-88.78-6.87
6.855-16.61
44.75
41.4313.71
3.98
12.4498.38
23.15-131.62176.21-176.210.090.680.52
53.1621.1258.85 4.65
-88.780.190.620.3
0.0920.911.79-7.4114.95 4.4925.92
0.55
4.490.19
21.120.556.86
13.7125.926.22
-35.17
88.38
23.15-131.62-7.4125.924.49
-6.876.86-16.6154.1621.11
58.84
1.814.950.55 4.4920.913.980.65
176.210.050.12-176.21-101.6534.5316.5769.05-50.830.294.650.23
-4.6540.05-6.58-6.870.0912.433.980.090.56
88.780.15-88.78-32.0723.8210.82
-16.04
47.6313.716.860.19
0.120.5521.126.86-2.56-5.1513.7144.75-106.3441.4312.4471.8413.7112.44-14.3194.786.41
22.9826.72
-131.27
15.4953.61-4.95-11.8221.224.81-23.1257.411.38
12.2
-51.13
6.06
22.311.74
-3.72
-11.430.150.16-39.27-1.74-12.51-25.02-12.51-1.74
-39.27-25.02-23.46-3.30-39.27-12.51
0.190.190.62
0.090.300.090.680.520.160.16下柱右梁左梁上柱下柱右梁左梁右梁下柱上柱上柱
恒载作用下框架弯矩计算 单位：KN.M
恒荷载产生的跨中弯矩和梁端剪力：（Q 1Q 2分别为梁左、右端剪力，M 中为跨中弯矩）
地下一层至三层：AB 梁：
Q 1=Q 2=1/2QL ＋1/2（F 1＋F 2）=1/2×2.48×6.6＋1/2×（26.04＋25.75）=122.62KN
中M =1/8QL 2+F 1×2.7+F 2×1.64=1/8×24.8×6.62+26.04×2.7+25.75×1.64=301.14KN.M
BC 梁：
Q1=Q2=1/2QL=1/2×7.66×2.34=10.34KN
M=1/8QL2=1/8×7.66×2.342=6.98KN.M
中
CD梁：
Q1=Q2=1/2QL＋1/2（F1＋F2）=1/2×2.48×6.6＋1/2×（26.04＋25.75）=122.62KN
M=1/8QL2+F1×2.7+F2×1.64=1/8×24.8×6.62+26.04×2.34+25.75×1.64=301.14KN.M 中
绘制框架弯矩如下：
图10 框架弯矩图单位：m
KN/
表4-3-1
4.4、竖向活荷载的计算
4.4.1、活荷载的布置
办公室、会议室、休息室、厕所： 2.0KN/m2
走廊、楼梯： 2.5KN/m2
上人屋面： 2.0KN/m2
不上人屋面： 0.5KN/m2
4.4.2、一到三层
三角行荷载和楼梯荷载等效成均布荷载：
Q1=2.5×2.25/2×5/8=1.76KN.M
Q2=2.5×3.3/2×5/8=2.58 KN.M
Q3=2.0×1.8/2=1.8 KN.M
Q4=2.5×2.7/2×5/8=2.11 KN.M
Q5=2.0×4.2/4=2.1 KN.M
Q6=2.0×7.8/6=2.6 KN.M
P1={2.0×（0.75＋0.9）×0.5×6.6×6.3＋[2.0×0.9×0.5×6.6＋（1×2×0.2882＋0.2883）
×2.0×2.25×0.5×6.6]×5.5＋2.0×2.25×5/8×5.5×2.25}÷6.6＋（1－2×0.272＋0.273）
×2.5×4.2×0.5×2.1 =40.5KN
P5=（1－2×0.272＋0.273）×2.5×0.5＋（1－2×0.392＋0.393）×2.5×0.5]×4.2 =8.56KN
P6=[（1－2×0.392＋0.393）×2.5×0.5＋2.5×0.9×0.5]×4.2=8.71KN
P2={2.0×（0.75＋0.9）×0.5×6.6×6.3＋[2.0×0.9×0.5×6.6＋（1×2×0.2882＋0.2883）
×2.0×2.25×0.5×6.6]×5.5＋2.0×2.25×5/8×5.5×2.25}÷6.6＋2.5×0.9×0.5×4.2＋（1－2×0.322
＋0.323）×2.5×1.35×0.5×4.2
=39.23KN
P3=2.0×2.6×0.5×7.2＋2.0×2.1×7.2＋（1－2×0.322＋0.323）×2.5×1.35×0.5×4.2＋
1.35×
2.5×0.5×6.6 =67.99KN
P4=2.0×2.6×0.5×7.2＋2.0×2.1×7.2 =48.96 KN
M1=P1×0.125=40.05×0.125 =5.01KN.M
M2=P2×0.175=39.23×0.175 =6.78 KN.M
M3=P3×0.175=67.99×0.175 =11.90KN.M
M4=P4×0.125=48.96×0.125 =6.12KN.M
AB梁：Mb=Mc=1/12×Qbc×BC2=1/12×(2.1＋2.6)×7.22
=20.3 KN.m
BC梁：Mc=Md=1/12×Qcd×CD2=1/12×21.11×2.72
=1.28 KN.m
CD梁：Md=Me=1/12×Qde×DE2＋1/8×P5×DE＋1/8×P6×DE
=1/12×(1.76＋2.58＋1.8)×7.82＋1/8×8.71×7.8＋1/8×8.56×7.8 =47.97 KN.m
活荷载分布图：
横载计算简图4.5、活荷载作用下框架内力计算
5.01
6.87
11.90
6.12
5.01
6.87
11.90
-4.7
-7.11
5.77
-2.08
5.98
-4.55
-1.82
-7.43
0.66
-1.28
-1.39
-2.78
20.3
4.4
-17.93-2.78
-1.39
-4.84
0.24
0.09
2.36
0.58
-4.84
0.09
-0.67
-0.67
-4.41
0.24
0.09
0.580.09
-4.24
-8.48
-13.02
0.16
-0.3
0.20
-10.59
-1.14
-11.73
47.97
-47.97
10.36
1.79-18.02
-36.03
20.71
3.58
1.28
-3.72
11.95
1.79
3.58
21.02
7.0-35.84
0.090.68
0.52
14.96
0.190.620.30.09
7.0
-1.28
5.45 1.639.44
1.63
0.19
0.65
47.97
0.05
0.12
-47.97
-34.43
9.94
4.7719.88
-17.22
0.29
1.28
0.23
-1.28
11.53
-3.56
-3.71
0.09
3.58
1.79
0.09
0.56
20.3
0.15
-20.3
-17.32
4.68
2.13
-16.04
9.36
2.69
6.86
0.190.12
-1.39
-2.78
-3.71
19.77
2.18
7.05
9.94
-35.82
3.51
14.76
-1.09
-4.87.08
1.71
-5.07
2.56
1.10
3.23-1
4.78
4.82
5.43
1.39-0.82
-4.99
0.15
0.16
-13.02
-0.3
-4.24
-8.48
-7.95
-0.86
-13.05
-4.24
0.19
0.190.620.09
0.300.090.68
0.520.160.16
-20.3
8.79
-8.97
3.92
1.2
1.35
2.69
6.12
2.69
1.3
1.2
5.19 5.24-1
6.56
-20.3
8.79
-8.97
3.92
1.2
1.35
2.69
6.12
2.69
1.3
1.2
5.19 5.24-1
6.56
1.62
20.311.90-1.28
-7.43
-2.78
-2.78
-17.93
4.4-1.39-1.39
5.98
-1.82
-0.67
-0.67
-4.41
2.36-4.84-4.84-4.55
-2.4
1.28 6.87-47.97
20.71
3.58
3.58
11.95
-3.72 1.79 1.79-18.02
9.44
1.63
1.63
5.45
14.967.07.0-35.84
3.53
5.01
47.97
-36.03-8.48-8.48
-4.24
-4.24
10.36
-1.28-0.3-0.3
-13.02
-13.02
21.02
-5.87
下柱右梁
左梁上柱下柱
左梁
下柱右梁
左梁
右梁
下柱上柱
上柱上柱
活荷载产生的跨中弯矩和梁端剪力：（Q1Q2分别为梁左、右端剪力，M中为
跨中弯矩）
地下一至三层：AB梁：
Q1=Q2=1/2QL=1/2×4.7×6.6=16.92KN
M=1/8QL2=1/8×4.7×6.62=30.46KN.M
中
BC梁：
Q1=Q2=1/2QL=1/2×2.11×2.34=2.85KN
M=1/8QL2=1/8×2.11×2.342=1.92KN.M
中
CD梁：
Q1=Q2=1/2QL＋1/2（F5＋F6）=1/2×6.14×6.6＋1/2×（8.71＋8.56）=32.59KN
M=1/8QL2＋F5×2.7＋F6×1.64=1/8×6.14×6.62＋8.71×2.78.56×1.64=84.25KN.M 中
绘制框架弯矩如下：
图11 活载作用下框架弯矩图表4-5-1
4.6、框架内力组合
4.6.1框架梁内力组合见横向框架内力组合表。

荷载规范3.2.5 基本组合的荷载分项系数，应按下列规定采用： 1 永久荷载的分项系数： 由于其效应对结构不利时
对由可变荷载效应控制的组合，应取1.2； 对由永久荷载效应控制的组合，应取1.35；
2 可变荷载的分项系数 一般情况下应取1.4
按荷载规范5.4.1 结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合，应按下式计算：S=WK W W EVK EV EhK EH GE G S S S S γψγγγ+++
式中S ——结构构件内力组合的设计值，包括组合的弯矩、轴向力和剪力设
计值；
G γ——重力荷载分项系数，一般情况应采用1.2，当重力荷载效应对构件
承载能力有利是，不应大于1.0；
Eh γ、Ev γ——分别为水平、竖向地震作用分项系数，应按表6―1采用； w γ——风荷载分项系数，应采用1.4；
GE S ——重力荷载代表值的效应，有吊车时，尚应包括悬吊物重力标准
值的效应；
EhK S ——水平地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数或调整
系数；
EvK S ——竖向地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数或调整
系数；
wK S ——风荷载标准值的效应；
w ψ——风荷载组合值系数，一般结构取0.0，风荷载起控制作用的高层建
故结构构件的地震作用效应和其他荷载效应的基本组合按下式计算： S=1.2GE S +1.3EvK S
荷载规范5.4.2 结构构件的截面抗震验算，应采用下列设计表达式：
S ≤RE R γ/
式中 RE γ——承载力抗震调整系数，除另有规定外，应按表采用；
R ——结构构件承载力设计值。

另外计算梁支座弯矩时组合中需用活载满跨的情况，梁跨中弯矩需用活载最不利布置的情况。

由于本框架计算活荷载按全部满跨布置，应将跨中弯矩乘以1.2系数加以修正，以考虑活荷载不利布置对跨中弯矩的影响。

按抗震规范6.2.4，梁端截面组合剪力设计值应按下式进行调整：
Gb n r b l
b vb V l M M V ++=/)(η
式中 l
b M r b M ——分别为梁左右端截面反时针或顺时针方向组合的弯矩设计
值。

V ——梁端截面组合的剪力设计值；
n l ——梁的净跨；
Gb V ——梁在重力荷载代表值作用下，按简支梁分析的梁端截面设计
值。

其计算如下：
Gb V ——恒载+0.5值的活载，作用下的剪力乘以1.2的放大系数
故梁端截面组合剪力设计值应按下式调整
V=1.1)(r b l
b
M M +/V l n + 各层框架内力组合表如下：
注：Mbc 、Mcd 、Mde 分别为AB 跨、BC 跨和CD 跨的跨中最大正弯矩；M 以下受拉为正，单位：KN.M ；V 以向上为正，单位：KN
4.6.2、框架柱梁内力组合
按抗震规范《6.2计算要点》有如下调整：
1、三级框架的梁柱节点处,除框架顶层和柱轴压比小于0.15者及框支梁与框支柱的节点外,柱端组合的弯矩设计值应符合下列要求:
∑∑=b
C
C
M M η,11.=c
η
式中 ∑C
M ——节点上下柱端截面顺时针或反时针方向组合的弯矩设计值
之和，上下柱端的弯矩设计值，可按弹性分析分配。

∑b M ——节点左右梁端截面反时针或
2、三级框架结构的底层,柱下端截面组合的弯矩设计值,应乘以增大系数1.15。

底层柱纵向钢筋宜按上下端的不利情况配置。

3、三级框架柱和框支柱组合的剪力设计值应按下式调整：
n c t c b vc H M M V /)(+=η，11.=vc η
式中 V ——柱端截面组合的剪力设计值。

n H ——柱的净高。

c t c b M M ——分别为柱的上下端顺时针或反时针方向组合的弯矩设计
值，应符合本节第6.2.2、6.2.3条的规定。

vc η——柱剪力增大系数，三级取1.1。

1、三级框架的角柱，经上述规范调整后的组合弯矩设计值、剪力设计值尚应乘以不小于1.10的增大系数。

各层框架柱内力组合如下表：
注：框架柱弯矩和轴力组合表中
M以右侧受拉为正，单位：KN.M
N以受压为正，单位：KN
框架柱端组合弯矩设计值的调整表中
弯矩为相应与本层柱净高上、下两端的弯矩设计值框架柱剪力组合表中：V以柱端顺时针为正。