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五层办公楼毕业设计方案

1 绪论

建筑业是一个永恒的主题，不管在过去，现在还是将来，因为它的材料发展日新月异，结构发展独具匠心。随着钢筋混凝土逐渐踏上当前世界建筑的舞台，多层和高层建筑逐渐增多，而办公楼的兴起也逐渐成为当今建筑发展的主流之一，不断朝着生态化发展，智能化发展，灵活性发展，完全摆脱传统的格局，朝着自身独特的业务需求发展。钢筋混凝土框架结构形式的特点在于钢筋及水泥用量都很大，建筑高度较高，但它的承重构件对重力荷载起到了很好的作用，隔墙、门窗、空间等布置灵活，设置自由，让人们对自己的住宿空间有更多的想象和利用。而此次我的二炮工程大学办公楼建筑结构的设计，采用钢筋混凝土现浇框架结构，梁、柱构件易于标准化,定型化，施工工期短,结构的整体性好、刚度强抗震效果达标。设计过程中严格遵循以上特点，安全，舒适，美观大方，更加方便我们的教学办公。
框架结构的缺点:框架节点应力集中；侧向刚度小,在强烈地震作用下,结构所产生水平位移较大,易造成严重的非结构性破性；材料消耗较大,构件的总数量多，吊装次数频繁,零星接头工作量大,工序复杂较多，人力需求大,施工过程容易受季节性、环境影响性、地理性的一定局限。
国外一些较为发达的国家大量新建建筑大致处于上世纪五十年代，建筑结构的设计研究已获得较为丰富的成果，形成了一系列严格的规范及制度，而目前正在向节能、环保、宜居、智能等新方向发展。国内的建筑业的发展是从改革开放才逐渐开始发展的，也正是从那个时候国家开始建立自己的一套国家建筑标准。我国国内建筑业兴盛还是从国家住房改革开始，改革开放取得一定成果后，经济有了一定发展之后开始的。经过将近三十年多年的发展，我国建筑行业的技术已经有了长足的发展，无论是在建筑设计、结构设计还是材料等方面都已经达到了一个新的高度。虽然国内建筑业正处于大量新建阶段，建筑业也相当的兴盛，但是在很多方面还是很欠缺的，比如在基础科学研究方面以及新材料新技术等新领域，与较为发达的国家相差较远，路漫漫其修远兮，吾将上下而求索。

2 工程概况

2.1 工程概况
2.1.1建筑地点
陕西省西安市长安区
2.1.2建筑类型
五层办公楼，钢筋混凝土现浇框架结构
2.1.3主要资料
（1） 工程概况：
五层钢筋混凝土现浇框架结构，建筑面积4871.88m2，楼板、屋盖、柱子等均为现浇钢筋混凝土，楼板厚取120mm，填充墙体采用蒸压粉煤灰加气混凝土砌块。建筑总高为19.150m，共5层，每层层高3.30 m，室内外高差0.45 m。
（2） 气候条件：
温度：年平均气温约为14℃，极端最高温度为41.6℃，极端最低温度为-17.8℃。夏季主导风向为南风，冬季主导风向为北风，基本风压为0.35KN/m2，地面粗糙度为B类。 年平均降水量600mm，日最大降水量85mm，1小时最大降水量50mm。最大积雪深度260mm，基本雪压为0.25KN/m2，土壤最大冻结深度为0.45m。
（3）抗震
当地抗震设防烈度为8度，基本地震加速度为0.20g，地震分组为第二组，场地类别Ⅱ类。建筑耐火等级一级，建筑设计基准期为50年。
（4）地质条件：
自然地表1m内为填土，填土下层为1.5m厚粉土，再下为粉质粘土。粉质粘土地基承载力特征值为200-220KN/m2。地下水位稳定埋深11.2-13.8m，属潜水类型。建筑场地平坦，无障碍物，地下无古代建筑，用地四周无住宅区道路通畅，水电就近可以接通，基本具备开工建设条件。
2.2 柱网、层高
办公楼布置采用内廊柱网式，柱子间距取7.2m，边跨取6.3m，走廊跨度取2.4m，层高取3.3m。如下图所示：

图2.1 柱网布置图
2.3 结构承重方案的设计
结构体系应满足使用功能要求，尽可能与建筑形式相一致，满足结构承载力，刚度和延性，施工简单方便，经济合理。所以本设计结构体系选用框架体系。
本设计结构承重方案为：楼板传向次梁、主梁，接着传向柱子，然后基础，地基。
2.3.1框架结构体系的优缺点
（1）建筑平面布置灵活，能获得较大空间，易于满足多功能的使用要求。
（2）隔墙只起维护作用，荷载较轻。
（3）在一定的范围内造价低廉，施工简单方便。
（4）结构承重方面，属于柔性结构，自振周期较长，地震反应较小，结构设计合理，延性较好。
（5）最大的缺点是抗侧刚度小，地震作用下水平位移较大。
2.3.2 框架结构的平面布置原则
框架结构平面布置宜简单、规则、对称，刚度和承载力分布均匀。结构的抗侧力构件应对称布置，尽量使结构的刚度中心和质量中心重合，避免地震作用下引起结构扭转及局部应力集中。
2.3.3框架结构的竖向布置原则
框架结构竖向布置应使体型规则、均匀，尽量避免有较大的外挑和内收，荷载沿高度方向均匀分布，结构的承载力和刚度宜自下而上逐渐递减，避免引起结构的侧向刚度和承载力突变。
2.4 框架结构计算简图

图2.2 框架结构的计算简图

图2.3 横向框架的空间结构

3 构件截面尺寸的确定

3.1框架梁的截面尺寸要求：
1． 梁的截面宽度不宜小于200 mm.
2． 梁的截面高宽比不宜大于4.
3． 为了防止梁发生剪切脆性破坏，梁高不宜大于1/4，梁净跨。
4． 符合模数的要求，当梁高h≤800mm时，h为50mm的倍数，当h＞800mm时，h为100mm的倍数，在高烈度区，纵向框架的高度也不宜太小，一般取h≥L/12，且不宜小于500mm。
3.2 次梁尺寸确定
次梁设计： h=(1/12∽1/18)L 其中L为梁的跨度，梁截面尺寸应满足承载力，刚度及延性要求
进深: 6.3m跨:
h=(1/18∽1/12)x6300=(350∽525) 取h=600
b=(1/3∽1/2)x600=(200∽300) 取h=250
3.3主梁尺寸确定
主梁设计： h=(1/12∽1/8)L 其中L为梁的跨度，梁截面
尺寸应满足承载力，刚度及延性要求
纵框架梁:
7.2m跨: h=(1/12∽1/8)x7200=(600∽900) 取h=600
b=(1/3∽1/2)x800=(267∽400) 取b=300
横框架梁:
6.3m跨: h=(1/12∽1/8)x6300=(525∽787.5) 取h=650
b=(1/3∽1/2)x650=(216.7∽325) 取b=300
2.4m跨: h=(1/12∽1/8)x2400=(200∽300) 取h=450
b=(1/3∽1/2)x450=(150∽225) 取b=300
3.4 框架柱的尺寸
3.4.1柱组合轴压力设计
柱组合轴压力设计值N=βFg E n
（注：β—地震作用组合下柱子轴压力增大系数
F—柱的负载面积
边柱：7.2m×6.3/2m
中柱：7.2m×（2.4/2+6.3/2）m
gE—单位建筑面积上的重力荷载代表值，近似取14kN/m2。
n—验算截面以上的楼层层数）
3.4.2 计算过程
一层柱子截面面积：
对于边柱：
Ac≥βFg E n/uNfc =1.3×7.2×6.3/2×14×5×103/(0.8×14.3)=180409 mm2
对于中柱：
Ac≥βFg E n/uNfc =1.25×7.2×（2.4/2+6.3/2）×14×5×103/(0.8×14.3)=249136 mm2
截面分别为439mm和500mm
综合考虑，柱截面尺寸为： 600mm×600mm（中、边柱）
(注：uN 为框架柱轴压比限值，本设计为二级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.8)
所以本设计梁柱截面尺寸如下：
表3.1 梁截面尺寸（mm）
层数
砼等级
横梁
纵梁
次梁
AB跨、CD跨
BC跨
1-5
C30
300×650
300×450
300×600
250×600
表3.2 柱截面尺寸（mm）
层数
砼等级
截面积
1-5
C30
600×600

4 重力荷载代表值

4.1 屋面、楼面的永久荷载标准值
4.1.1楼面做法
楼面做法：
20厚花岗石楼面 15×0.02=0.3 kN/㎡
20厚1:3水泥砂浆找平 0.02×25=0.5 kN/㎡
120厚现浇钢筋混凝土楼板 0.12×25=3.0kN/㎡
15厚纸筋石灰抹灰 0.015×16=0.24 kN/㎡
合计 4.04 kN/㎡
4.1.2屋面做法
屋面均布恒载
银色反光保护膜二度 0.01kN/㎡
防水层：三毡四油防水层 0.4 kN/㎡
找平层：20厚1：3水泥砂浆找平 14.5×0.02= 0.29kN/m2
保坡层：15厚1：6蛭石混凝土保温并找坡 5 ×0.15= 0.75kN/m2
结构层：120厚现浇钢筋混凝土 0.12×25= 3.0 kN/m2
抹灰层：15厚纸筋石灰抹底 0.015×16= 0.24 kN/㎡
合计 4.69kN/㎡
4.2屋面、楼面可变荷载标准值
不上人屋面均布活荷载标准值 2.0 kN/㎡
楼面活荷载标准值 2.0kN/㎡
屋面雪荷载标准值 0.25kN/㎡
梁柱密度 25kN/m3
蒸压粉煤灰加气混凝土砌块 5.0kN/m3
4.3墙、门、窗重力荷载计算
1、 外墙300mm加气混凝土砌块（5.0 kN/㎡），20mm抹灰，
重力荷载计算： 5.0×0.3+17×0.02=1.84kN/㎡
2、内墙200厚加气混凝土砌块（5.0 kN/㎡），双面抹灰20mm，
重力荷载计算： 5.0×0.2+17×0.02×2=1.68kN/㎡
3、木门单位面积重力荷载： 0.2 kN/㎡
4、铝合金窗单位面积重力荷载 ： 0.4 kN/㎡
第一层上半部分：
1、AB、CD跨（无洞口空滤）内墙200mm,外墙300mm，
计算长度：5700mm
计算高度：4500×1/2-600=1650mm
内墙面积：5.7×1.65=9.405㎡ 数量: 16
外墙面积：5.7×1.65=9.405㎡ 数量： 4
内墙总重:（16×9.405+4×6.4×1.65）×1.68=323.77KN
外墙总荷载：1.84×4×9.405=69.22KN
AB、CD跨内外墙内墙总重： 393.00KN
2、外纵墙 300mm，计算长度 6600mm
计算高度：4500×1/2-600=1650mm
墙体总面积：6.6×18=118.8㎡
窗面积：1.5×1.6×32=76.8㎡
大门面积：5.0×2.6=13㎡
外纵墙总重=墙体+窗+门
=（118.8-76.8-13）×1.84+76.8×0.4+13×0.2
=86.68KN
3、 内墙总计算长度：16×6.6=105.6
计算高度: 1650mm
内门尺寸：900mm×2000mm
计算高度: 1000mm
数量: 32
门洞面积：0.9×1×32=28.8m2
内纵墙总重：(174.24-28.8)×1.68+28.8×0.2
=250.1KN
4、楼板活荷载：(卫生间按普通楼板近似取值，楼梯间折算为1.5倍板厚)
楼板面积：（6.3×3.5-2×0.15）×34=739.5
楼梯：6.3×（7.2-0.2）-4×0.15=43.5
走廊：1.8×9×6.9=111.78
总荷载：739.5×（4.04+2.0×1/2）+43.5×1.5×（4.04+2.5×1/2）+
111.78×(4.04×2.5×1/2)=4663.57KN
5、 梁、柱:
梁：1591.635KN
柱：1620.0×1/2=810.0KN
梁柱总重：1591.635+810.0=2401.64KN
综合以上的一层上半部分总重：
393.0+86.68+250.1+4663.57+2401.64=7794.99KN
第二层：
1、AB、CD跨（无洞口考虑），内墙200mm,外墙300mm，
上半部计算高度：3300×1/2-600=1050mm
下半部计算高度：3300×1/2=1650mm
上半部总重：393.0×1050/1650=250.1KN
下半部总重：393.0×1650/1650=393.0KN
2、 外纵墙300mm，计算长度6600mm，上下半部分计算高度分别为：
1050mm和1650mm
墙体总面积：
上半部：6.6×18×1.05=124.74
下半部：6.6×18×1.65=196.02
窗面积:
上半部：1.05×1.5×1.0×34=53.55
下半部：1.65×1.5×0.6×34=50.49
上半部总重：(124.74-53.55)×1.84+53.55×0.4=152.41KN
下半部总重：(196.02-50.49)×1.84+50.49×0.4=287.98KN
3、内纵墙总长度105.6m,上下半部分计算高度分别为：
1050mm 和 1650mm
上半部：105.6×1.05=110.88㎡
下半部：105.6×1.65=174.24㎡
门洞面积：
上半部：28.8×1.05/1.65=18.33㎡
下半部：28.88×1.65/1.65=28.8㎡
上半部总重：（110.88－18.33）1.68+0.2×18.33=159.15KN
下半部总重：(174.24-28.8)×1.68+0.2×28.8=250.10KN
4、 楼板活荷载总重：4663.57KN
5、梁柱：
梁：1591.635KN
上、下柱：1188.0×1/2=594.0KN
综合以上的：
二层上半部总重：
250.1+152.41+159.15+4663.57+1591.635+594=7410.87KN
二层下半部总重：393.0+287.98+250.10+594=1525.08KN
第三层：同第二层
第四层：同第二层
第五层：
屋盖活荷载：
（739.5+43.5+111.78）×（4.69+0.5×1/2）=4420.21KN
（比楼盖重量少：4663.57-4420.21=243.36KN）
女儿墙重：（65.3+15.5）×2×0.1×1×25=404KN
综合以上的：
五层上半部总重：7410.87-243.36+404=7571.51KN
五层下半部总重：1525.08KN
集中于各楼层标的重力荷载代表值G i的计算结果为：
G5=7571.51KN
G4=7410.87+1525.08=8935.95 KN
G3=7410.87+1525.08=8935.95 KN
G2=7410.87+1525.08=8935.95 KN
G1=7794.99+1525.08=9320.07 KN

图4.1 各质点的重力荷载代表值

5 框架侧移刚度的计算
5.1 横梁线刚度计算
横梁的线刚度计算:
注： ----混凝土弹性模量
----梁的计算跨度
----梁截面惯性矩
----梁矩形部分的截面惯性矩
表5.1 横梁线刚度计算
类别
层次

b×h
Io
Lo
Ib=EcIo/Lo
1.5ib
2.0ib
ＡＢ跨
1-5
3.00×
300×600
5.4×
7200
2.25×
3.38×
4.50×
BC跨
1-5
3.00×
300×450
2.28×
2400
2.85×
4.28×
5.7×
5.2 纵梁线刚度ib的计算
表5.2 纵梁线刚度计算
类别

b×h
Io
Lo
Ib=EcIo/Lo
1.5ib
2.0ib
纵跨
3.00×
300×600
5.4×
7200
2.25×
3.38×
4.50×
5.3 柱线刚度i c的计算
柱的线刚度=
注： ----柱截面惯性距
----柱的计算高度
表5.3 柱的线刚度计算
层次

b×h

1
4500
3.00×
600×600
1.08×
7.2×
2~5
3300
3.00×
600×600
1.08×
9.82×
附：单位为，ic单位为KN.mm，b，hc，l 单位均为mm

图5.1一榀边框架梁 柱线刚度

5.2一榀中框架梁 柱线刚度
5.4 各层横向侧移刚度计算
1、 底层
1）边框架边柱A—1、A—10、D—1、D—10(4根)
k=6.54/7.2=0.908
αc=(0.5+k)/(2+k)=0.484
Di1=αc×12×ic/h2=20650
2）边框架中柱B—1、B—10、C—1、C—10(4根)
k=(5.7+6.54)/7.2=1.7
αc=(0.5+k)/(2+k)=0.595
Di2=αc×12×ic/h2=25387
3）中框架边柱A—2→9、D—2→9(18根)
k=4.91/7.2=0.682
αc=(0.5+k)/(2+k)=0.441
Di3=αc×12×ic/h2 =18816
4）中框架中柱B—2→9、C—2→9（18根)
k=(4.28+4.91)/7.2=1.276
αc=(0.5+k)/(2+k)=0.542
Di4=αc×12×ic/h2 =23125
∑D1=（20650+25387）×4 +（18816+23125）×18=855204
2、一般层(2-5层)：
1）边框架边柱A—1、A—10、D—1、D—10 (4根)
k=6.54×2/(9.82×2)=0.666
αc=k/(2+k)=0.250
Di1=αc×12×ic/h2 =27052
2）边框架中柱B—1、B—10、C—1、C—10 (4根)
k=(5.7+6.54) ×2/(9.82×2)=1.246
αc=k/(2+k)=0. 384
Di2=αc×12×ic/h2 =41552
3）中框架边柱 A—2→9、D—2→9 (18根)
k=4.91×2/(9.82×2)=0.50
αc=k/(2+k)= 0.20
Di3=αc×12×ic/h2=21642
4）中框架中柱 B—2→9、C—2→9 (18根)
k=(4.28+4.91) ×2/(9.82×2)=0.936
αc=k/(2+k)=0.319
Di4=αc×12×ic/h2 =34519
∑D2=（27052+41552）×4+（21642+34519）×18=1172992
计算所得，横向框架梁的层间侧移刚度为：
∑D1/∑D2=855204/1172992=0.729>0.7，所以该框架为规则框架。

表5.4 侧移刚度计算
层次
柱

D=12
根数

底
层
边
柱
A柱
0.9
0.484
20650
2

855204
B柱
1.7
0.595
25387
2
C柱
1.7
0.595
25387
2
D柱
0.9
0.484
20650
2
中
柱
A柱
0.682
0.441
18816
8
B柱
1.276
0.542
23125
8
C柱
1.276
0.542
23125
10
D柱
0.682
0.441
18816
10
二
~
五
层
边
柱
A柱
0.666
0.250
27052
2

898576

B 柱
1.246
0.384
41552
2
C柱
1.246
0.384
41552
2
D柱
0.666
0.250
27052
2
中
柱
A柱
0.500
0.200
21642
8
B柱
0.936
0.319
34519
8
C柱
0.936
0.319
34519
10
D柱
0.500
0.200
21642
10
【计算公式：
式中：----柱侧移刚度修正系数，=K/2+K(一般层)，=（底层）.
----表示梁柱线刚度之比，（一般层），（底层）】

6 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移计算

6.1 自振周期的计算
采用结构顶点的假想位移法进行横向自振周期的计算
基本自振周期T1(s)计算公式：T1=1.7ψT(uT)1/2
表6.1结构顶点的假想侧移计算
层次
Gi（kN）
VGi（kN）
∑D i（N/mm）
△ui（m）
ui（m）
5
7571.51
7571.51
898576
0.008
0.143
4
8935.95
16507.46
898576
0.018
0.135
3
8935.95
25443.41
898576
0.028
0.117
2
8935.95
34379.36
898576
0.038
0.089
1
9320.07
43699.43
855204
0.051
0.051
T1=1.7ψT(uT)1/2=1.7×0.7×(0.143)1/2=0.45( s)
因为=0.45s＜１.４＝１.４×０.３５＝0.49s，所以不考虑顶部附加地震作用.
水平地震作用及楼层地震剪力的计算:
场地类别为Ⅱ类,8度设防烈度时,结构的特征周期=0.35s和水平地震影响系数=0.20
（多质点应取总重力荷载代表值的85%）。
=（0.35/0.45×0.20×0.85×43699.43=4740.07kN
表6.2各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
层次
Hi（m）
Gi（kN）
GiHi（kN·m）
GiHi/∑GjHj
Fi（kN）
Vi（kN）
5
17.70
7571.51
134015.73
0.283
1341.44
1341.44
4
14.40
8935.95
128677.68
0.272
1289.30
2630.74
3
11.10
8935.95
99189.05
0.209
990.67
3621.41
2
7.80
8935.95
69700.41
0.147
696.79
4318.2
1
4.50
9320.07
41940.32
0.089
421.87
4740.07
各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：

图6.1 水平地震作用分布 图6.2 层间剪力分布
6.3 多遇水平地震作用下的位移验算
水平地震作用下框架结构的层间位移(△u)i和顶点位移u i分别按下列公式计算：
(△u)i=Vi/∑D ij
u i=∑(△u)k
各层的层间弹性位移角θe=(△u)i/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。
计算过程如下表：
表6.3横向水平地震作用下的位移验算
层次
Vi
（kN）
∑D i（N/mm）
（△u）i （mm）
ui
（mm）
hi
（mm）
θe=（△u）i /hi
5
1341.44
898576
1.493
18.800
3300
1/2210
4
2630.74
898576
2.928
17.307
3300
1/1127
3
3621.41
898576
4.030
14.379
3300
1/819
2
4318.2
898576
4.806
10.349
3300
1/687
1
4740.07
855204
5.543
5.543
4500
1/812
由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/687<1/550，满足规范要求。
6.4 水平地震作用下框架内力计算
6.4.1 框架柱端剪力及弯矩

表6.4 各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）
层次
hi（m）
Vi（kN）
∑D ij（N/mm）
边 柱
Di1
（N/mm）
Vi1
（kN）
k
y
（m）
M bi1
（kN·m）
M ui1（kN·m）
5
3.3
1341.44
898576
21642
39.62
0.39
0.35
45.63
57.32
4
3.3
2630.74
898576
21642
52.47
0.39
0.40
70.65
108.73
3
3.3
3621.41
898576
21642
68.38
0.39
0.45
94.87
120.27
2
3.3
4318.2
898576
21642
70.87
0.39
0.55
134.67
107.93
1
4.5
4740.07
855204
18816
89.81
0.52
0.75
290.53
100.71
表6.5 各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）
层次
hi（m）
Vi（kN）
∑D ij（N/mm）
中 柱
Di2
（N/mm）
Vi2
（kN）
k
y
（m）
M bi2（kN·m）
M ui2（kN·m）
5
3.3
1341.44
898576
34519
49.83
0.936
0.40
85.74
129.52
4
3.3
2630.74
898576
34519
99.66
0.936
0.45
129.40
160.49
3
3.3
3621.41
898576
34519
128.42
0.936
0.45
158.64
194.26
2
3.3
4318.20
898576
34519
159.18
0.936
0.53
209.46
183.74
1
4.5
4740.07
855204
23125
126.57
1.276
0.65
358.47
169.62
6.4.2 梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
M l b=i l b(Mbi+1，j +M u i，j)/(i l b+ i r b)
M r b=i r b(Mbi+1，j +M u i，j)/(i l b+ i r b)
V b=(M l b+M r b)/ l
Ni=∑(V l b- V r b)k

表6.6梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算
层次
边梁
走道梁
柱轴力
Mlb
Mrb
l
Vb
Mlb
Mrb
l
Vb
边柱N
中柱N
5
57.32
52.46
6.3
15.72
30.56
30.56
2.4
21.98
-48.65
-117.60
4
101.54
103.79
6.3
31.53
36.96
36.96
2.4
97.56
-99.80
-152.31
3
155.46
157.47
6.3
49.85
57.76
57.76
2.4
143.38
-158.51
-232.60
2
209.78
218.57
6.3
67.42
80.32
80.32
2.4
159.63
-230.43
-294.77
1
237.38
244.87
6.3
75.37
90.84
90.84
2.4
165.84
-308.80
-382.95

图6.3 横向框架弯矩图

图6.4 梁端剪力及柱轴力

7 竖向荷载作用下框架结构的内力计算

7.1 计算单元的确定
取轴线横向框架进行计算，如下图所示：

图7.1 一榀框架计算图
7.2 荷载计算
7.2.1 恒载作用下柱内力的计算

恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：

图7.2 梁上作用的恒荷载
1）、第5层：
q1、q1，代表横梁自重，为均布荷载形式
q1=0.3×0.65×25×1.05=5.119 kN/m
q1，=0.3×0.45×25×1.05=3.544kN/m
q2、和q2，分别为屋面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载
q2=4.69×2.1×2=19.698 kN/m
q2，=4.69×1.2×2=11.256kN/m
P1、P2分别由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括主梁自重、次梁自重、楼板重等重力荷载，计算如下：
P1=[(3.6×2.1/2)×2+(2.1+6.3)×1.8/2] ×4.69+5.119×7.2
+5.119×6.3/2+0.1×1.0×25×7.2=141.89 kN
P2=[(3.6×2.1/2)×2+(2.1+6.3)×1.8/2+(2.1+3.6)/2×1.2
×2]×4.69+5.119×7.2+5.119×6.3/2=171.17 kN
集中力矩：
M1=P1e1=141.89×(0.6-0.3)/2=21.28kN·m
M2=P2e2=171.17×(0.6-0.3)/2=25.68kN·m
2）、1-4层：
q1=5.119+0.3×5.7×5.0×2.4=25.64kN/m
q1，=0.3×0.45×25×1.05=3.544kN/m
q2、和q2，分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。
q2=4.04×2.1×2 =16.968 kN/m
q2，=4.04×1.2×2=9.696kN/m
P1=[(3.6×2.1×2)×4.04+5.119×7.2 +5.119×6.3/2+5.0×
(6.6×2.4—2.4×1.8×2)+2.1×1.8×0.45×2=153.47kN
P2=[3.6×2.1×2)×2+(3.6+2.1)/2×1.2×2]×4.04+
5.119×7.2+5.119×6.3/2+5.0×2.4×（7.2—0.6）=281.98kN
集中力矩：
M1=P1e1=153.47×(0.6-0.3)/2=23.02kN·m
M2=P2e2=281.98×(0.6-0.3)/2=42.30kN·m
7.2.2 活载作用下柱的内力计算
活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：

图7.3梁上作用的活荷载
1）、第5层（活荷载取2.0kN·㎡）
（不考虑地震作用，活载取屋面活荷载和雪荷载中的最大值）
不上人屋面2.0 雪荷载0.25
、、分别为由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒荷载。它包括次梁自重、楼板重和内墙等的重力荷载。
q2=3.6×2.0=7.2kN/m
q2，=2.4×2.0=4.8 kN/m
P1=[3.6×2.1+3.6×2.1]×2.0=30.24kN
P2=[3.6×2.1×2+(6.3+2.1)/2×1.2]×2=40.32kN
集中力矩：
M1=P1e1=30.24×(0.6-0.3)/2=4.536kN·m
M2=P2e2=40.32×(0.6-0.3)/2=6.048 kN·m
同理，屋面雪荷载作用下：
q2=3.6×0.25=0.9kN/m
q2，=2.4×0.25=0.6kN/m
P1=(3.6×2.1+3.6×2.1) ×0.25=3.78 kN
P2=[3.6×2.1×2+(