消防中队三层办公楼建筑设计施工图（76页）.doc

1、第一章 设计任务及要求1.1设计原始资料一、工程概况本建筑位于xx市xx区，南临xx路、东临xx公路，是一幢三层框架结构的办公楼，梁、板、柱均采用现浇。二、设计条件1.地质条件本工程为7度设防，地震加速度为0.1g，基础类别为丙类，结构安全系数为1.0。本工程场地土为上海IV类场地土。2.气象基本风压：Wo=0.55KN/基本雪压：So=0.20KN/地面粗糙度属于B类。1.2建筑设计任务及要求一、任务及要求主要完成一幢消防中队三层办公楼的建筑设计施工图，其中包括建筑平面图、立面图、剖面图及部分节点详图。1.3结构设计任务及要求一、任务及要求1.结构布置2.确定梁、柱截面尺寸3.荷载计算4.一

2、榀框架抗震设计计算5.一榀框架风荷载设计计算6.一榀框架恒荷载设计计算7.一榀框架活荷载设计计算8.一榀框架内力组合9.一榀框架框架配筋10.楼板计算11.次梁计算12.楼梯计算13.一榀框架基础计算14.结构设计施工第二章 结构布置2.1结构平面布置本次结构计算假设本工程采用横向框架承重的方案，梁、柱布置示意如下：2.2确定计算框架简图本次结构计算选取一榀框架进行计算，选取6轴进行计算，计算简图如下：第三章 梁、柱截面尺寸3.1柱截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架柱采用C30的混凝土C30混凝土 fc=14.3N/mm2 ft=1.43 N/mm2一、 确定柱截面尺寸假设竖向荷载标准值为

3、20KN/,恒荷载、活荷载综合分项系数为1.25，则底层内中柱轴力设计值N估为：N=1.25204.5（）4=3375KN（0.90.95） A250000mm2 236842mm2采用方形截面，则bc=hc=500 487因底层层高较高,底层柱截面取500500 。其余柱截面取400500 。3.2梁截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架梁采用C30的混凝土C30混凝土 fc=14.3N/mm2 ft=1.43 N/mm2二、确定梁截面尺寸横向框架梁：跨度为8.5m 取300750纵向次梁：跨度为4.5m 取200450第四章 荷载计算4.1楼面及屋面荷载楼面荷载计算 恒载现浇板(150mm

4、、140mm、130，120厚) 0.15(0.14，0.13，0.12)25=3.75(3.50；3.25，3) kN/m2粉刷(20厚水泥砂浆): 1720.02=0.68 kN/m2地砖: 0.65 kN/m2合计： 5.08(4.83；4.58，4.33) kN/m2取值： 5.1 （4.9；4.7） kN/m2 活载餐厅、走廊： 2.5 kN/m2厨房、卫生间： 4.0 kN/m2会议室、宿舍、办公室： 2.0 kN/m2多功能厅、活动室： 4.0 kN/m2屋面荷载计算 恒载不上人保温屋面： 现浇板(130mm厚)： 0.1325=3.25 kN/m2 35厚C20细石混凝土找平层

5、： 0.3525=0.875 kN/m2 25厚挤塑板保温层： 0.20 kN/m2 20厚水泥砂浆找平层: 200.020=0.40 kN/m2 防水层： 0.40 kN/m2 粉顶: 0.40 kN/m2 合计： 5.525 kN/m2上人保温屋面（平屋面）： 现浇板(150、140mmmm厚)： 0.15(0.14)25=3.75(3.5) kN/m2 25厚挤塑板保温层： 0.20 kN/m2 20厚水泥砂浆找平层: 200.020=0.40 kN/m2 防水层： 0.40 kN/m2 粉顶: 0.40 kN/m2 吊顶： 0.5 kN/m2合计： 5.65(5.4) kN/m2 取值

6、： 6.5 kN/m2活载 不上人屋面： 0.5 kN/m2上人屋面： 2.0 kN/m2 4.2梁间恒荷载外墙恒荷载计算外填充墙采用250厚混凝土空心砌块，按重度11.8kN/m2计算。 250厚墙体： 混凝土砌块： 0.2511.8 =2.95 kN/m2 墙面抹灰(单面20mm厚)： 0.342 =0.68 kN/m2 合计： 3.63 kN/m2 取值： 4.0 kN/m2一、底层外墙恒荷载 4.0x(5.6-0.6)=20 kN/m二、二,三层外墙恒荷载4.0x(3.6-0.6)=12 kN/m内墙恒荷载计算内填充墙采用200厚加气混凝土砌块，按重度7.5kN/m2计算。200厚墙体

7、： 混凝土砌块： 0.2010 = 2.0 kN/m2 墙面抹灰(单面20mm厚)： 0.342 = 0.68 kN/m2 合计： 2.68 kN/m2 取值： 3.0 kN/m2一、底层内墙恒荷载3.0x(5.6-0.6)=15 kN/m二、二，三层内墙恒荷载3.0x(3.6-0.6)=9 kN/m第五章 抗震设计计算5.1 Gi计算公式Gi=各层荷载1.各层墙重（1）女儿墙：3.8119.8= 455.24KN（2）三层墙：外墙：（22-0.59）x12=1278KN内墙：(13x5+3.85x3+5.1+5.0+0.8x2+2.2+4.5x7+5+1.2+1.35x3+1.0x4)x9=

8、136.2x9=1225.8 KN女儿墙：3.830.1= 114.4K三层墙总重：12781225.8114.4=2618.2 KN（3）二层墙：外墙：22-0.511）x12=1482KN+1.35x3+1.2x2+2.6x21.8)x9=209.75x9=1887.752KN女儿墙：3.8（14.824.5）= 149.34 KN二层墙总重：14821887.856.2=3519.1 KN（4）一层墙：外墙：36）x20 =2576KN内墙：124.55 x15=1868.25KN一层墙总重：25761868.25=4444.3 KN2.各层梁板重（1）屋面梁板：屋面板：6.5x658.

9、2=4278.3 KN0.25x0.44x(4 x27=43.917x27=1185.8 KN屋面梁板总重：4278.31185.8=5464.1 KN（2）三层梁板：三层板：658.24.9386.5=3472.18 KN三层梁：1185.80.25x0.43x7.5x3+0.3x0.53x7.1x2+0.3x063x13.7x25=1185.8+52.825x27=2612.1 KN三层梁板总重：3472.182612.1=6084.3 KN（3）二层梁板：二层板: 755.34.9(69.7554.8)6.5=4510KN二层梁: 2612.1+0.35x0.457.5+0.3x0.45

10、x7.5+0.2x0.33x7.2+0.3x0.48x7.2x27=2612.1+3.706x27=2712.2 KN二层梁板总重：45102712.2=7222.2 KN3.各层柱重（1）三层柱：（0.50.5+0.40.535）3.627=704.7KN（2）二层柱：（0.50.5+0.40.538）3.627=763.02KN（3）一层柱：（0.50.531+0.40.510）527=1316.25KN4.各层活荷载（1）屋面：658.20.5=329.1KN（2）三层：372.83285.42.5+91.62.0=2015.1KN（3）二层： 755.32.5(69.7554.8)2=

11、2137.35KN5.1.2各层重力荷载代表值G3=5464.1+329.1+（455.24+2618.2+704.7）/2=7682.3KNG2=6084.3+2015.1+（2618.2+704.7+3519.1+763.02）/2=11901.9KNG1=7222.2+2137.35+（3519.1763.02+4444.3+1795.2）/2=14380.9KN5.2 框架刚度计算Ec(KN/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4边框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 3

12、7384.62 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 层KDi柱数量底层中柱3.34 0.72 7678.21 8.00 K=ib/ic底层边柱1.34 0.55 5881.58 8.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.00 0.63 6674.12 8.00 Di=*ic*12/h2D20233.91 2层中

13、柱2.68 0.57 18424.78 8.00 K=ib/ic2层边柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)2层边柱1.61 0.45 14329.02 8.00 Di=*ic*12/h2D44004.70 3层中柱42.68 0.57 18424.78 8.00 K=ib/ic3层边柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)3层边柱1.61 0.45 14329.02 8.00 Di=*ic*12/h2D44004.70 Ec(KN/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4边框架梁Ib=1.5 I0 （m

14、4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 层KDi柱数量底层中柱14.97 0.7

15、8 8378.55 1.00 K=ib/ic底层中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底层中柱3 20.63 0.93 7975.25 1.00 底层边柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱17.72 0.92 7891.62 1.00 Di=*ic*12/h2D38678.74 2层中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic2层中柱22.95 0.60 19157.88 1.00 2层中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 2层边柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+

16、k)2层边柱1.08 0.35 11250.90 1.00 Di=*ic*12/h2D98836.93 3层中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic3层中柱22.95 0.60 19157.88 1.00 3层中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 3层边柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)3层边柱11.39 0.85 27348.31 1.00 Di=*ic*12/h2D114934.34 Ec(KN/m2)30000000 梁宽m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4边框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib

17、=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 层KDi柱数量底层中柱14.97 0.78 837

18、8.55 1.00 K=ib/ic底层中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底层中柱3 400x50020.63 0.93 7975.25 1.00 底层边柱400x5004.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱40050017.72 0.92 7891.62 1.00 Di=*ic*12/h2D38678.74 2层中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic2层中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 2层中柱3-400x50013.26 0.87 27937.39

19、1.00 2层边柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)2层边柱400x5001.08 0.35 11250.90 1.00 Di=*ic*12/h2D98836.93 3层中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic3层中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 =k/(2+k)3层中柱3-400x5007.57 0.79 25429.67 1.00 3层边柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 D85078.31 Ec(KN/m2)30000000 梁宽m梁高m

20、跨度 L（m） I0=bh3/12 m4边框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.75 6.50 0.01 0.02 73016.83 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 层KDi柱数量底层中柱4.62 0.77 8256.82 1.00 K=ib/ic底层边柱2.62 0.68

21、 7207.93 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.00 0.63 6674.12 1.00 Di=*ic*12/h2D22138.86 Ec(KN/m2)30000000.00 梁宽m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4边框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50

22、 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 层KDi柱数量底层中柱16.21 0.82 6980.98 1.00 K=ib/ic底层中柱24.18 0.76 6466.98 1.00 底层边柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.50 0.67 5695.17 1.00 Di=*ic*12/h2D25724.26 2层边柱1.61 0.45 14329.02 1.00 =k/(2+k)2层边柱1.61 0.45 14329.0

23、2 1.00 Di=*ic*12/h2D28658.04 横向框架顶点位移层次GiGiDi层间相对位移i3.00 7682.30 7682.30 552050.22 0.0139 0.1661 =Gi/Di2.00 11901.90 19584.20 578369.48 0.0339 0.1522 1.00 14380.90 33965.10 287091.91 0.1183 0.1183 5.3 自振周期假设顶点侧移结构自振周期折减系数=0.9T1=1.7=1.70.9=0.623s5.4多遇水平地震作用计算设防烈度7度，IV类场地下，设计地震分组为第一组 1=(Tg/ T1)0.9max=

24、（0.65/0.623）0.90.08=0.075结构总水平地震作用效应标准值为：FEK=1GEG=0.0750.8533965.1=2165KN5.5框架各层地震力及弹性位移层次hiHiGiGiHiGI/GiHiFIVi3.00 3.60 12.80 7682.30 98333.44 0.34 738.27 738.27 2.00 3.60 9.20 11901.90 109497.48 0.38 822.09 1560.37 1.00 5.60 5.60 14380.90 80533.04 0.28 604.63 2165288363.96 层次层间剪力Vi（KN）层间刚度Di（KN/m）

25、u层间位移=Vi/Di（m）ui(m)层高H（m）层间相对弹性转角e3.00 738.27 552050.22 0.0013 0.0116 3.60 0.0004 2692 e=u/H2.00 1560.37 578369.48 0.0027 0.0102 3.60 0.0007 1334 1.00 2165.00 287091.91 0.0075 0.0075 5.60 0.0013 743 1/550 满足规范要求5.6水平地震作用下框架内力分析梁的弯矩：以使杆件下侧受拉者为正。柱的弯矩：以使杆件顺时针转动者为正。梁端剪力：以向上者为正。柱的轴力：以压力为正，拉力为负。地震力层Di层间刚度

26、Di（KN/m）Di/Di层间剪力Vi（KN）剪力Vij（KN)底层中柱B7678.21 287091.91 0.0267 2165.00 57.90 底层边柱A5881.58 0.0205 44.35 底层边柱C6674.12 0.0232 50.33 2层中柱B18424.78 578369.48 0.0319 1560.37 49.71 2层边柱A11250.90 0.0195 30.35 2层边柱C14329.02 0.0248 38.66 3层中柱B18424.78 552050.22 0.0334 738.27 24.64 3层边柱A11250.90 0.0204 15.05 3层

27、边柱C14329.02 0.0260 19.16 柱弯矩计算y0y1y2y3y层高Hy*HV(KN)M下(KN.M)M上(KN.M)底层中柱B0.52 00.00 00.52 5.60 2.89 57.90 167.31 156.93 底层边柱A0.58 00.00 00.58 3.26 44.35144.79 103.57 底层边柱C0.55 00.00 00.55 3.08 50.33155.02 126.83 2层中柱B0.48 0.00 0.00 0.00 0.48 3.60 1.73 49.71 85.90 93.06 2层边柱A0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.

28、62 30.3549.17 60.09 2层边柱C0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.62 38.6662.63 76.55 3层中柱B0.43 0.00 00.00 0.43 3.60 1.55 24.64 38.14 50.56 3层边柱A0.35 0.00 00.00 0.35 1.26 15.0518.96 35.22 3层边柱C0.38 0.00 00.00 0.38 1.37 19.1626.28 42.70 梁弯矩、剪力、轴力计算顶部节点：M梁 =- M柱一般边节点：M梁 =-（ M上柱 + M下柱）中节点：M梁左 =-（M上柱 + M下柱）i左梁/（i左梁 +

29、 i左梁）M梁右 =-（M上柱 + M下柱）i右梁/（i左梁 + i左梁）V左= -V右=-（M左梁 + M右梁）/lN下柱 = N上柱 V左梁 + V右梁i左梁/（i左梁 + i左梁）=0.4 i右梁/（i左梁 + i左梁）=0.6M3AB =35.22 KNMM3BA =20.22 KNMM3BC =50.56x0.6=30.34 KNMM3CB =42.7 KNMM2AB =18.96+60.09=79.05 KNMM2BA =(38.14+93.06)0.4=52.48 KNMM2BC =(38.14+93.06)0.6=78.72 KNMM2CB =26.28+76.55=102.8

30、3 KNMM1AB =49+103.57=152.57 KNMM1BA =(85.9+156.93)0.4=97.13 KNMM1BC =(85.9+156.93)0.6=145.7 KNMM1CB =62.63+126.83=189.46 KNMV3AB =-V3BA = (35.22+20.22) /6.5 = 8.5 KNV3BC =-V3CB = (30.34+42.7) /8.5 = 8.6 KNV2AB =-V2BA = (79.05+52.48) /6.5= 20.24 KNV2BC =-V2CB = (78.72+102.83) /8.5 = 21.34 KNV1AB =-V1

31、BA = (152.57+97.13) /6.5 = 38.42 KNV1BC =-V1CB = (145.7+189.46) /8.5 = 39.42 KNN3A =-8.5 KNN3B =8.5-8.6=-0.1 KNN3A =-8.6 KNN2A =-（8.5+20.24）=-28.74 KNN2B = 8.5+20.24-8.6-21.34=-1.2 KNN2c = -(8.6+21.34)=-29.94 KNN1A =-（8.5+20.24+38.42）=-67.16 KNN1B = 8.5+20.24+38.42-8.6-21.34-39.42=-2.20KN N1C = -（8.

32、6+21.34+39.42） =-69.36 KN第六章 风荷载设计计算6.1风荷载计算 当计算主要承重结构时，风压标准计算公式为： 当计算围护结构时，风压标准计算公式为： W=Bgzuzuswo-高度z处的风振系数-风压高度变化系数（查表）-风荷载体型系数（查表）Bgz-高度Z处的阵风系数us局部风压体形系数（查表） 因结构高度H V=93KN8.3屋面次梁计算1.L4计算：（1）荷载计算楼面荷载：7.42KN/M2次梁自重：0.20.4525x1.2=2.7KN/M楼面荷载设计值：(0.34x4.1+0.438x2.4)x7.42=18.14 KN/M次梁荷载设计值：p=2.7+18.14

33、=20.8 KN/M（2）内力计算V=0.606Pl0=0.60620.84.5=56.7 KNM1=0.078Pl02=0.07820.84.52M0=-0.105Pl02=-0.10520.84.52（3）配筋计算查表得C30时梁的混凝土保护层最小厚度为故设，则h0=450-35=415mm由混凝土和钢筋等级，可查表得：fy=360N/2 fC=14.3N/2 ft=1.43N/2 支座钢筋：s=M/1fch02b=（44.2106）/(114.32004152)=0.09As=M/fyrsh0=（44.2106）/（3600.95415）=311mm2选配218，As=509 mm2跨中

34、钢筋：s=M/1fch02b=（32.9106）/(114.32004152)=0.07As=M/fyrsh0=（32.9106）/（3600.96415）=229mm2选配216，As=402 mm2配置箍筋，则斜截面受剪承载力：=0.71.43200415+1.25210415100.6/200=137.9KN V=56.7KN第九章 恒、活荷载设计计算9.1屋面框架荷载计算（1）AB梁a.框架梁自重：0.30.6525+2（0.65-0.12）0.0220=5.42 KN/m b.楼面恒载：5.85/84.1X2=29.7KN/M5.85/82.4X2=17.4KN/Mc.L4传来的恒载

35、：56.7/1.25=45.4KNd.楼面活载：0.55/84.1X2=2.6KN/M0.55/82.4X2=1.5KN/Me.L4传来的活载：=11.3KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.30.7525+2（0.75-0.12）0.0220+0.3X0.02X20=6.25 KN/m b.楼面恒载：5.80.426x5x2=24.7KN/Mc.楼面活载：0.50.426x5x2=2.13KN/M9.2二,三层框架荷载计算（1）AB梁a.框架梁自重：0.30.6525+2（0.65-0.12）0.0220+0.3X0.02X20=5.42 KN/m b.楼面恒载：4.95/84.1X2=25.

36、11KN/M4.95/82.4X2=14.7KN/Mc.填充墙恒载：9KN/Md.L4传来的恒载：93/1.25=74.4KNe.楼面活载：2.55/84.1X2=12.8KN/M2.55/82.4X2=7.5KN/Mf.L4传来的活载：93-74.4=18.6KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.30.7525+2（0.75-0.12）0.020=6.25 KN/m b.楼面恒载：5.10.426x5x2=21.7KN/Mc.楼面活载：2.00.426x5x2=2.13KN/M9.3计算简图及框架内力计算 第十章 内力组合10.1计算简图 10.2 截面内力组合 屋面横梁弯矩控制值计算 截面荷

37、载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L31恒-85.5110500-58.00 活-19.123-13.35 风-5.61.6-5.20 地震-35.228.5-33.10 1.2X+1.4X-88.29164.21.2x+1.4X-76.88134.241.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-87.779156.1081.35x-91.383171.041.2（+0.5）+1.3-120.634156.85L32恒86.112 活19.914.35 风0.61.6 地震2.618.5 1.2X+1.4X131.19420.491.2x+1.4X104.1616.641.

38、2x+0.7x(1.4X+1.4x)123.419820.2311.35x135.746820.4631.2（+0.5）+1.3118.65928.06L33恒-186.5134.2500-152.95 活-43.431.7-35.48 风-6.11.6-5.70 地震-20.228.5-18.10 1.2X+1.4X-233.205205.421.2x+1.4X-191.52163.281.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-223.892193.6741.35x-241.248212.2361.2（+0.5）+1.3-228.349191.11L34恒-209.4143.8500-173

39、.45 活-50.635.5-41.73 风-4.41.5-4.03 地震-30.348.6-28.19 1.2X+1.4X-266.555222.261.2x+1.4X-213.775174.661.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-252.975208.821.35x-275.048228.921.2（+0.5）+1.3-269.822205.04L35恒122.412.1 活33.772.8 风1.51.5 地震6.28.5 1.2X+1.4X194.15818.441.2x+1.4X148.9816.621.2x+0.7x(1.4X+1.4x)181.444618.7341.35x

40、198.334619.0791.2（+0.5）+1.3175.20227.25L36恒-107.9119.6500-78.00 活-27.330-19.80 风-7.31.5-6.93 地震-42.78.6-40.55 1.2X+1.4X-121.32185.521.2x+1.4X-103.295145.621.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-119.791174.391.35x-124.704190.861.2（+0.5）+1.3-158.195172.7 三层横梁弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L21恒-142.5140.4500-107

41、.40 活-50.756-36.70 风-144.4-12.90 地震-79.0520.24-73.99 1.2X+1.4X-180.26246.881.2x+1.4X-146.94174.641.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-177.488227.6721.35x-180.956244.421.2（+0.5）+1.3-247.087228.392L22恒105.912.7 活443.1 风2.054.4 地震13.320.24 1.2X+1.4X188.6819.581.2x+1.4X129.9521.41.2x+0.7x(1.4X+1.4x)172.20922.591.35x186

42、.08520.1831.2（+0.5）+1.3170.7743.412L23恒-213.1165.8500-171.65 活-83.162.2-67.55 风-18.14.4-17.00 地震-52.4820.24-47.42 1.2X+1.4X-300.55286.041.2x+1.4X-229.78205.121.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-288.839264.2281.35x-297.927284.7861.2（+0.5）+1.3-308.156262.592L24恒-241.7165.1500-200.43 活-9363.7-77.08 风-12.74.1-11.68 地震

43、-78.7221.34-73.39 1.2X+1.4X-348.415287.31.2x+1.4X-256.855203.861.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-327.485264.5641.35x-346.107285.3111.2（+0.5）+1.3-382.156264.082L25恒126.48.1 活55.223.5 风3.34.1 地震12.121.34 1.2X+1.4X228.98814.621.2x+1.4X156.315.461.2x+0.7x(1.4X+1.4x)209.029617.1681.35x224.755614.3651.2（+0.5）+1.3200.5

44、4239.562L26恒-172.8148.9500-135.58 活-61.556.3-47.43 风-19.34.1-18.28 地震-102.8321.34-97.50 1.2X+1.4X-229.085257.51.2x+1.4X-188.275184.421.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-227.076237.8721.35x-229.503256.1891.2（+0.5）+1.3-317.889240.202 二层横梁弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L11恒-128.1136.7500-93.93 活-4755-33.25 风-

45、33.29.3-30.88 地震-152.5738.42-142.97 1.2X+1.4X-159.26241.041.2x+1.4X-155.935177.061.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-175.553227.0541.35x-159.384238.4451.2（+0.5）+1.3-318.515246.986L12恒107.416.45 活44.444.1 风29.3 地震27.5438.42 1.2X+1.4X191.09625.481.2x+1.4X131.6832.761.2x+0.7x(1.4X+1.4x)174.391232.8721.35x188.541226.2

46、2551.2（+0.5）+1.3191.34672.146L13恒-222.9169.6500-180.50 活-84.163.2-68.30 风-37.79.3-35.38 地震-97.1338.42-87.53 1.2X+1.4X-312.222921.2x+1.4X-266.125216.541.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-318.202274.571.35x-310.609290.8961.2（+0.5）+1.3-371.363291.386L14恒-247.8168.2500-205.75 活-94.164.4-78.00 风-27.29.3-24.88 地震-145.73

47、9.42-135.85 1.2X+1.4X-356.12921.2x+1.4X-281.725214.861.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-347.718274.0661.35x-354.203290.1821.2（+0.5）+1.3-470.299291.726L15恒133.511.2 活57.534.8 风8.39.3 地震21.8839.42 1.2X+1.4X240.74220.161.2x+1.4X171.8226.461.2x+0.7x(1.4X+1.4x)224.713427.2581.35x236.604419.8241.2（+0.5）+1.3223.16267.56

48、6L16恒-152.5145.8500-116.05 活-56.355.5-42.43 风-43.89.3-41.48 地震-189.4639.42-179.61 1.2X+1.4X-198.655252.661.2x+1.4X-197.325187.981.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-221.482238.4641.35x-198.244251.221.2（+0.5）+1.3-398.202259.506 柱弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)N(KN)A11恒25.00 387.00 活8.80 205.00 风46.50 15.26 地震144.79 67.20 1.2X+1

49、.4X42.32 751.40 1.2x+1.4X95.10 485.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)84.19 680.25 1.35x42.37 723.35 1.2（+0.5）+1.3223.51 674.76 A12恒49.00 387.10 活17.70 205.00 风31.80 15.26 地震103.57 67.20 1.2X+1.4X83.58 751.52 1.2x+1.4X103.32 485.88 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)107.31 680.37 1.35x83.50 723.49 1.2（+0.5）+1.3204.06 674.88 柱

50、弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)N(KN)A21恒79.10 250.30 活29.20 115.00 风1.40 6.00 地震49.00 28.74 1.2X+1.4X135.80 461.36 1.2x+1.4X96.88 308.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)124.91 418.94 1.35x135.40 450.61 1.2（+0.5）+1.3176.14 406.72 A22恒70.30 250.30 活27.50 115.00 风12.40 6.00 地震60.09 28.74 1.2X+1.4X122.86 461.36 1.2x+1.4X101.72

51、 308.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)123.46 418.94 1.35x121.86 450.61 1.2（+0.5）+1.3178.98 406.72 A31恒72.10 109.00 活23.20 41.00 风1.50 1.60 地震18.96 8.50 1.2X+1.4X119.00 188.20 1.2x+1.4X88.62 133.04 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)110.73 172.55 1.35x120.07 187.33 1.2（+0.5）+1.3125.09 166.45 A32恒107.00 109.00 活19.10 41.00 风7

52、.30 1.60 地震42.70 8.50 1.2X+1.4X155.14 188.20 1.2x+1.4X138.62 133.04 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)154.27 172.55 1.35x163.17 187.33 1.2（+0.5）+1.3195.37 166.45 柱弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)N(KN)B11恒4.70 946.80 活1.60 392.10 风53.60 0.40 地震167.31 2.20 1.2X+1.4X7.88 1685.10 1.2x+1.4X80.68 1136.72 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)59.74 1

53、520.81 1.35x7.91 1662.44 1.2（+0.5）+1.3224.10 1374.28 B12恒9.50 946.80 活3.80 392.10 风45.60 0.40 地震156.93 2.20 1.2X+1.4X16.72 1685.10 1.2x+1.4X75.24 1136.72 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)59.81 1520.81 1.35x16.55 1662.44 1.2（+0.5）+1.3217.69 1374.28 B21恒15.20 609.00 活6.00 229.30 风19.40 0.40 地震85.90 1.20 1.2X+1.4X2

54、6.64 1051.82 1.2x+1.4X45.40 731.36 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)43.13 955.91 1.35x26.40 1046.86 1.2（+0.5）+1.3133.51 869.94 B22恒12.70 609.00 活5.30 229.30 风23.90 0.40 地震93.06 1.20 1.2X+1.4X22.66 1051.82 1.2x+1.4X48.70 731.36 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)43.86 955.91 1.35x22.34 1046.86 1.2（+0.5）+1.3139.40 869.94 B31恒15.

55、80 278.00 活6.30 85.30 风6.90 0.10 地震38.14 0.10 1.2X+1.4X27.78 453.02 1.2x+1.4X28.62 333.74 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)31.90 417.29 1.35x27.50 458.89 1.2（+0.5）+1.372.32 384.91 B32恒22.90 278.00 活7.20 85.30 风10.60 0.10 地震50.56 0.10 1.2X+1.4X37.56 453.02 1.2x+1.4X42.32 333.74 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)44.92 417.29 1.

56、35x37.97 458.89 1.2（+0.5）+1.397.53 384.91 柱弯矩控制值计算 截面荷载M(KN*m)N(KN)C11恒29.80 414.40 活11.00 213.00 风49.70 14.90 地震155.02 69.36 1.2X+1.4X51.16 795.48 1.2x+1.4X105.34 518.14 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)95.25 720.62 1.35x51.01 768.18 1.2（+0.5）+1.3243.89 715.25 C12恒58.40 414.40 活21.10 213.00 风37.10 14.90 地震126.8

57、3 69.36 1.2X+1.4X99.62 795.48 1.2x+1.4X122.02 518.14 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)127.12 720.62 1.35x99.52 768.18 1.2（+0.5）+1.3247.62 715.25 截面荷载M(KN*m)N(KN)C21恒94.10 268.60 活35.20 122.40 风6.60 5.60 地震62.63 29.94 1.2X+1.4X162.20 493.68 1.2x+1.4X122.16 330.16 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)153.88 447.76 1.35x161.53 482.

58、56 1.2（+0.5）+1.3215.46 434.68 C22恒83.40 268.60 活32.90 122.40 风15.70 5.60 地震76.55 29.94 1.2X+1.4X146.14 493.68 1.2x+1.4X122.06 330.16 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)147.71 447.76 1.35x144.83 482.56 1.2（+0.5）+1.3219.34 434.68 C31恒89.40 119.60 活28.60 48.00 风3.50 1.50 地震26.28 8.60 1.2X+1.4X147.32 210.72 1.2x+1.4X1

59、12.18 145.62 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)138.74 192.03 1.35x148.72 208.50 1.2（+0.5）+1.3158.60 183.50 C32恒107.00 119.60 活27.30 48.00 风7.30 1.50 地震42.70 8.60 1.2X+1.4X166.62 210.72 1.2x+1.4X138.62 145.62 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)162.31 192.03 1.35x171.20 208.50 1.2（+0.5）+1.3200.29 183.50 第十一章 框架配筋11.1 屋面框架配筋计算屋面框架

60、梁弯距计算L31L32L33L34L35L36M120.60 135.80 241.30 275.10 198.30 158.20 fc14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.09 0.10 0.18 0.13 0.09 0.07 as=M/fc*b*h021-2as0.82 0.80 0.65 0.75 0.82 0.86 rs0.95

61、0.95 0.90 0.93 0.95 0.96 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 As=M/(fy*rs*h0)As621.62 704.51 1314.69 1145.81 808.78 638.53 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.4

62、2 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0实配322322422422322322AS（mm2）114011401520152011401140屋面框架梁剪力计算跨中配置8200箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN28.1 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN27.3 KN支座配置8100箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.43300565+1.25210565100.6/100=319 KN212 KN0.71.43300715+1.25210715100

63、.6/100=403.5 KN229 KN（3）A柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=188.20kN,设计弯矩M=195.40kNm 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518

64、截面面积A=bh=400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=195400/188.20=1038.26mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =1038.26+20=1058.26mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数=1.02 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.021058.26+0.5500-35 =1290.48mm 假

65、定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =188200/(1.014.3400465) =0.071 b,截面为大偏心受压。 截面受压区高度x=h0=32.83mm xAsmin/2，取单侧钢筋面积 As=1046.13mm2（4）B柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,非地震组合,截面设计压力N=458.90kN,设计弯矩M=97.50kNm 查混凝土规范表可

66、知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518 截面面积A=bh=400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=97500/458.90=212.46mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =212

67、.46+20=232.46mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.07 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.07232.46+0.5500-35 =464.68mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =458900/(1.014.3400465) =0.172 b,截面为大偏心受压。 截面受压区高度x=h0=80.05mm 单侧钢筋面积 As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(45890014.340080.05(465-0.580.05)/360/(465-35) =117.71mm2

68、 取全截面纵向钢筋最小配筋率 smin=0.0060 全截面纵向钢筋最小配筋面积 Asmin=1200mm2 AsAsmin/2，取单侧钢筋面积 As=600mm2（5）C柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,非地震组合,截面设计压力N=210.70kN,设计弯矩M=200.30kNm, 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式

69、(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518 截面面积A=bh =400500=200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=200300/210.70=950.64mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =950.64+20 =970.64mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.02

70、轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.02970.64+0.5500-35 =1202.86mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =210700/(1.014.3400465) =0.079 b,截面为大偏心受压。 截面受压区高度 x=h0=36.75mm xAsmin/2，取单侧钢筋面积 As=1051.95m11.2 三层框架配筋计算三层框架梁弯距计算L21L22L23L24L25L26M247.10 188.70 308.20 382.20 229.00 317.90 fc14.30 14.30 14.30 14.30

71、 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.18 0.14 0.23 0.17 0.10 0.14 as=M/fc*b*h021-2as0.64 0.72 0.55 0.65 0.79 0.71 rs0.90 0.93 0.87 0.90 0.94 0.92 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 A

72、s=M/(fy*rs*h0)As1350.24 1002.34 1740.10 1643.32 941.71 1340.49 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.42 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0实配325225+120425425225+120325AS1472.712961964196412961472.

73、7三层框架梁剪力计算跨中配置8200箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN43.4 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN39.6 KN支座配置8100箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.43300565+1.25210565100.6/100=319 KN286 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/100=403.5 KN287.3 KN（3）A柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内

74、计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=461.40kN,设计弯矩M=179kNm 查混凝土规范表可知 fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变 cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量 Es=200000Mpa 相对界限受压区高度 b=0.518 截面面积 A=bh =400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =

75、1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=179000/461.40=387.95mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =387.95+20 =407.95mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.04 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.04407.95+0.5500-35 =640.17mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =461400/(1.014.3400465) =0.173 Asmin/2，取单侧钢筋面

76、积 As=642.06mm2（4）b柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=1051.80kN,设计弯矩M=139.40kNm。 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度 b=0.518 截面面

77、积 A=bh=400500=200000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=139400/1051.80=132.53mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =132.53+20 =152.53mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.11 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.11152.53+0.5500-35 =384.75mm 假定截面为大偏

78、心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =1051800/(1.014.3400465) =0.395 b,截面为大偏心受压。 截面受压区高度 x=h0=183.48mm 单侧钢筋面积As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(105180014.3400183.48(465-0.5183.48)/360/(465-35) =78.08mm2 取全截面纵向钢筋最小配筋率smin=0.0060 全截面纵向钢筋最小配筋面积Asmin=1200mm2 AsAsmin/2，取单侧钢筋面积 As=600mm2（5）c柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500m

79、m,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=493.70kN,设计弯矩M=219.40kNm。 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518 截面面积 A=bh=400500=200000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35

80、=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =1.00 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=219400/493.70=444.40mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =444.40+20 =464.40mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.04 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.04464.40+0.5500-35 =696.62mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =493700/(1.014.340

81、0465) =0.185 Asmin/2，取单侧钢筋面积 As=876.03mm211.3二层框架配筋计算二层框架梁弯距计算L11L12L13L14L15L16M318.50 191.40 371.40 470.30 240.70 398.20 fc14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.23 0.14 0.27 0.21 0.11 0.1

82、8 as=M/fc*b*h021-2as0.53 0.72 0.46 0.57 0.78 0.64 rs0.87 0.92 0.84 0.88 0.94 0.90 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 As=M/(fy*rs*h0)As1808.86 1017.96 2178.35 2081.33 992.98 1720.77 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0

83、.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.42 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0实配425422425+220425+220422425AS196415202592259215201964二层框架梁剪力计算跨中配置8200箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN72.15 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN67.6 KN支座配置8100箍筋，则斜截面受剪承载力：0.71.4330

84、0565+1.25210565100.6/100=319 KN291.4 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/100=403.5 KN291.7 KN（3）A柱 柱截面宽度b=500mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=5600mm,弯矩平面外计算长度l0y=5600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=751.50kN,设计弯矩M=223.50kNm。 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范

85、公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量 Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518 截面面积A=bh =500500 =250000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =0.98 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=223500/751.50=297.41mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =297.41+20 =317.41mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.

86、13 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.13317.41+0.5500-35 =574.07mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =751500/(1.014.3500465) =0.226 Asmin/2，取单侧钢筋面积 As=784.06mm2 （4）b柱 柱截面宽度b=500mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=5600mm,弯矩平面外计算长度l0y=5600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=1

87、685kN,设计弯矩M=224kNm。 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土规范条可知1=1.01=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变 cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量 Es=200000Mpa 相对界限受压区高度 b=0.518 截面面积 A=bh =500500 =250000mm2截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数=0.98 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=224000/1685=132.94mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距

88、 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =132.94+20 =152.94mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数 =1.27 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.27152.94+0.5500-35 =409.60mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =1685000/(1.014.3500465) =0.506 b,截面为大偏心受压。 截面受压区高度 x=h0=235.15mm 单侧钢筋面积 As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(168500014.3500235.15(465

89、-0.5235.15)/360/(465-35) =676.78mm2 取全截面纵向钢筋最小配筋率 smin=0.0060 全截面纵向钢筋最小配筋面积 Asmin=1500mm2 AsAsmin/2，取单侧钢筋面积 As=750mm2（5）c柱柱截面宽度b=500mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=5600mm,弯矩平面外计算长度l0y=5600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=795.50kN,设计弯矩M=243.90kNm。 查混凝土规范表可知fc=14.3Mpa 由

90、混凝土规范条可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土规范公式(-5)可知混凝土极限压应变cu=0.0033 由混凝土规范表可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa 相对界限受压区高度b=0.518 截面面积A=bh =500500=250000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根据混凝土规范表可得轴心受压稳定系数 =0.98 轴心受压全截面钢筋面积 As=0.00mm2 轴向压力对截面重心的偏心距 e0=M/N=243900/795.50=306.60mm 根据混凝土规范条可知附加偏心距ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =306.60+20 =326.6

91、0mm 根据混凝土规范条可知偏心距增大系数=1.13 轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离 e=ei+0.5h-as =1.13326.60+0.5500-35 =583.26mm 假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度 =N/(1fcbh0) =795500/(1.014.3500465) =0.239 Asmin/2，取单侧钢筋面积As=892.99mm2 第十二章 楼梯计算12.1计算简图12.2基本信息（1）几何参数：楼梯净跨: L1 = 4480 mm楼梯高度: H = 2656 mm梯板厚: t = 150 mm踏步数: n = 17(阶)上平台楼梯梁宽度: b1 = 200

92、 mm下平台楼梯梁宽度: b2 = 200 mm（2）荷载标准值：可变荷载：q = 3.50kN/m2面层荷载：qm = 1.70kN/m2栏杆荷载：qf = 1.00kN/m（3）材料信息：混凝土强度等级: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2Rc=25.0 kN/m3钢筋强度等级: HRB400 fy = 360.00 N/mm2抹灰厚度：c = 20.0 mmRs=20 kN/m3梯段板纵筋合力点至近边距离：as = 20 mm考虑支座嵌固作用12.3计算过程（1）楼梯几何参数：踏步高度：h = 0.1562 m踏步宽度：b = 0.2800 m计算跨度：

93、L0 = L1(b1b2)/2 = 4.48(0.200.20)/2 = 4.68 m梯段板与水平方向夹角余弦值：cos = 0.873 （2）荷载计算( 取 B = 1m 宽板带)：梯段板：面层：gkm = (BBh/b)qm = (110.16/0.28)1.70 = 2.65 kN/m自重：gkt = RcB(t/cosh/2) = 251(0.15/0.870.16/2) = 6.25 kN/m抹灰：gks = RSBc/cos = 2010.02/0.87 = 0.46 kN/m恒荷标准值：Pk = gkmgktgksqf = 2.656.250.461.00 = 10.35 kN/

94、m恒荷控制：Pn(G) = 1.35gk1.40.7Bq = 1.3510.351.40.713.50 = 17.41 kN/m活荷控制：Pn(L) = 1.2gk1.4Bq = 1.210.351.413.50 = 17.32 kN/m荷载设计值：Pn = max Pn(G) , Pn(L) = 17.41 kN/m（3）正截面受弯承载力计算：左端支座反力: Rl = 40.73 kN右端支座反力: Rr = 40.73 kN最大弯矩截面距左支座的距离: Lmax = 2.34 m最大弯矩截面距左边弯折处的距离: x = 2.34 mMmax = RlLmaxPnx2/2 = 40.732.

95、3417.412.342/2 = 47.66 kNm考虑支座嵌固折减后的最大弯矩: Mmax = 0.8Mmax = 0.8047.66 = 38.13 kNm相对受压区高度：= 0.172673 配筋率：= 0.006859纵筋(1号)计算面积：As = 891.66 mm2支座负筋(2、3号)计算面积：As=As = 891.66 mm2（4）计算结果：(为每米宽板带的配筋)11号钢筋计算结果(跨中)计算面积As:891.66 mm2采用方案：f12120实配面积：942.48 mm222/3号钢筋计算结果(支座)计算面积As:891.66 mm2采用方案：f10200实配面积：392.7

96、0 mm234号钢筋计算结果采用方案：d8200实配面积：251.33 mm2第十三章 基础计算13.1单桩承载力设计值计算0.000相当于绝对标高4.50m，室外为4.20m，高差300mm，承台底面标高-1.500m（绝对标高3.00m），桩顶标高-1.400m（绝对标高3.10m），嵌固100，桩400，桩长为13m,为预制钢筋混凝土管桩。Rsk=1.256（0.6315+115+2.8715+1.0330+5.525+8.4x28+2.57x38）=714.36KNRpk=7000.1256=87.92KNPp=87.92/(87.92+714.36)=0.11查表得：rs=1.71

97、rp=1.06 Rd=87.92/1.06+714.36/1.71=500.69KN取Rd=5000KN13.2柱下桩基计算(1)A柱一、示意图：二、几何参数：承台边缘至桩中心距: C = 400 mm 桩列间距: A = 1400 mm承台根部高度: H = 800 mm承台端部高度: h = 800 mm 纵筋合力点到底边的距离: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱宽: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圆桩直径: Ds = 400 mm 换算后桩截面：Ls = 320mm3荷载设计值：(作用在承台顶部）竖向荷载: F = 751.

98、50 kN 绕Y轴弯矩: My = 224.00 kNm4材料信息：混凝土强度等级: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2钢筋强度等级: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、计算过程：1作用在承台底部的弯矩绕Y轴弯矩: M0y = MyVxH = 224.000.000.80 = 224.00kNm2基桩净反力设计值：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2 （2）N1 = F/nM0yx1/xj2 = 751.50/2224.00(-0.70)/0.98 = 215.75 kN

99、1.2Rd=600KNN2 = F/nM0yx2/xj2 = 751.50/2224.000.70/0.98 = 535.75 kN Fl = 535.75 kN, 满足要求。4承台受剪验算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0 = 0.29 m计算截面处承台宽度：b = 2C = 0.80 m 斜截面上最大剪力设计值：Vl = 535.75 kN计算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系数： = 1.75/(1.0) = 1.75

100、/(0.411.0) = 1.24承台计算截面的计算宽度：be = b = 0.80 m hsftbeh0 = 1.001.241430.000.800.70 = 990.89 kN Vl = 535.75 kN, 满足要求。5承台受弯计算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My Nixi = 241.09 kNm相对受压区高度：= 0.043975 配筋率：= 0.001747X向钢筋: Asx = 978.20 mm26承台受压验算：计算公式：混凝土结构设计规范（GB 500102002）Fl 1.35cl

101、fcAln （1）局部荷载设计值：Fl = Fc = 751.50 kN混凝土局部受压面积：Al = BcHc = 0.500.50 = 0.25m2混凝土局部受压计算面积：Ab = 1.20 m2混凝土受压时强度提高系数：l = sq.(Ab/Al) = sq.(1.20/0.25) = 2.19 1.35clfcAl = 1.351.002.1914300.000.25 = 10573.78 kN Fl = 751.50 kN, 满足要求。四、计算结果：1X方向钢筋选筋结果计算面积As:978.20 mm2采用方案：7f16实配面积：1407.43mm2（2）B柱一、示意图：二、基本资料：

102、承台类型：四桩承台承台计算方式：验算承台尺寸1依据规范：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）混凝土结构设计规范（GB 500102002）2几何参数：承台边缘至桩中心距: C = 400 mm 桩列间距: A = 1400 mm桩行间距: B = 1400 mm承台根部高度: H = 800 mm承台端部高度: h = 800 mm 纵筋合力点到底边的距离: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱宽: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圆桩直径: Ds = 400 mm 换算后桩截面：Ls = 320mm3荷载设计值：(作用在承

103、台顶部）竖向荷载: F = 1685.10 kN 绕X轴弯矩: Mx = 224.00 kNm绕Y轴弯矩: My = 0.00 kNmX向剪力: Vx = 0.00 kN Y向剪力: Vy = 0.00 kN4材料信息：混凝土强度等级: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2钢筋强度等级: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、计算过程：1作用在承台底部的弯矩绕X轴弯矩: M0x = MxVyH = 224.000.000.80 = 224.00kNm绕Y轴弯矩: M0y = MyVxH = 0.000.000.80 = 0.00kNm2基桩净反力设计

104、值：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2（2）N1 = F/nM0xy1/yj2 = 1685.10/4224.000.70/1.96 = 341.27 kN1.2Rd=600KNN2 = F/nM0xy2/yj2 = 1685.10/4224.000.70/1.96 = 341.27 kN1.2Rd=600KNN3 = F/nM0xy3/yj2 = 1685.10/4224.00(-0.70)/1.96 = 501.27 kN1.2Rd=600KNN4 = F/nM0xy4/yj2 = 1685.10/4224.00(

105、-0.70)/1.96 = 501.27 kN Fl = 1685.10 kN, 满足要求。4承台受剪验算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直Y方向截面的抗剪计算Y方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0 = 0.29 m计算截面处承台宽度：b = A2C = 1.4020.40 = 2.20 m 斜截面上最大剪力设计值：Vl = 1002.55 kN计算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系数： = 1.75/(1.0) = 1.75/(0.411.0) = 1.24承台计算截面的计算宽度

106、：be = b = 2.20 m hsftbeh0 = 1.001.241430.002.200.70 = 2724.94 kN Vl = 1002.55 kN, 满足要求。(2) 垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0 = 0.29 m计算截面处承台宽度：b = B2C = 1.4020.40 = 2.20 m 斜截面上最大剪力设计值：Vl = 842.55 kN计算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系数： = 1.75/(1.0) = 1.75/(0.411.0) = 1.24承台计算截面的计算宽度：be = b = 2.

107、20 m hsftbeh0 = 1.001.241430.002.200.70 = 2724.94 kN Vl = 842.55 kN, 满足要求。5承台角桩冲切验算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Nl 1x(c2a1y/2)1y(c1a1x/2)hpfth0（5）角桩竖向冲反力设计值：Nl = 501.27 kN从角桩内边缘至承台外边缘的距离：c1 = CLs/2 = 0.400.32/2 = 0.56 mc2 = CLs/2 = 0.400.32/2 = 0.56 mX方向上从承台角桩内边缘引45度冲切线与承台顶面相交点至角桩内边缘的水平距离:（当柱或承台变阶处

108、位于该45度线以内时，则取由柱边或变阶处与桩内边缘连线为冲切锥体的锥线）a1x = 0.29 mY方向上从承台角桩内边缘引45度冲切线与承台顶面相交点至角桩内边缘的水平距离:（当柱或承台变阶处位于该45度线以内时，则取由柱边或变阶处与桩内边缘连线为冲切锥体的锥线）a1y = 0.29 mX方向角桩冲跨比：1x = a1x/h0 = 0.29/0.70 = 0.41y方向角桩冲跨比：1y = a1y/h0 = 0.29/0.70 = 0.41X方向角桩冲切系数：1x = 0.56/(1x0.2) = 0.56/(0.410.2) = 0.91Y方向角桩冲切系数：1y = 0.56/(1y0.2)

109、 = 0.56/(0.410.2) = 0.911x(c2a1y/2)1y(c1a1x/2)hpfth0 = 0.91(0.560.29/2)0.91(0.560.29/2)1.001430.000.70 = 1286.68 kN Nl = 501.27 kN, 满足要求。6承台受弯计算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Mx Niyi（1）计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My Nixi = 379.15 kNm相对受压区高度：= 0.024906 配筋率：= 0.000989 min

110、 = 0.001500 = min = 0.001500 X向钢筋: Asx = 2640.00 mm2(2) 垂直Y轴方向计算截面处弯矩计算：Mx = Niyi = 451.15 kNm相对受压区高度：= 0.029707 配筋率：= 0.001180 Fl = 1685.10 kN, 满足要求。四、计算结果：1X方向钢筋选筋结果计算面积As:2640.00 mm2采用方案：f16150实配面积：3015.93mm22Y方向钢筋选筋结果计算面积As:2640.00 mm2采用方案：f16150实配面积：3015.93mm2（3）C柱一、示意图：二、基本资料：承台类型：二桩承台承台计算方式：验

111、算承台尺寸1依据规范：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）混凝土结构设计规范（GB 500102002）2几何参数：承台边缘至桩中心距: C = 400 mm 桩列间距: A = 1400 mm承台根部高度: H = 800 mm承台端部高度: h = 800 mm 纵筋合力点到底边的距离: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱宽: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圆桩直径: Ds = 400 mm 换算后桩截面：Ls = 320mm3荷载设计值：(作用在承台顶部）竖向荷载: F = 795.50 kN 绕Y轴弯矩: My

112、= 243.90 kNmX向剪力: Vx = 0.00 kN 4材料信息：混凝土强度等级: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2钢筋强度等级: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、计算过程：1作用在承台底部的弯矩绕Y轴弯矩: M0y = MyVxH = 243.900.000.80 = 243.90kNm2基桩净反力设计值：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2 （2）N1 = F/nM0yx1/xj2 = 795.50/2243.90(-0.70)/0.98 = 223.54

113、 kN1.2Rd=600KNN2 = F/nM0yx2/xj2 = 795.50/2243.900.70/0.98 = 571.96 KN Fl = 571.96 kN, 满足要求。4承台受剪验算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0 = 0.29 m计算截面处承台宽度：b = 2C = 0.80 m 斜截面上最大剪力设计值：Vl = 571.96 kN计算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系数： = 1.75/(1.0) = 1

114、.75/(0.411.0) = 1.24承台计算截面的计算宽度：be = b = 0.80 m hsftbeh0 = 1.001.241430.000.800.70 = 990.89 kN Vl = 571.96 kN, 满足要求。5承台受弯计算：计算公式：建筑地基基础设计规范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My Nixi = 257.38 kNm相对受压区高度：= 0.047021 配筋率：= 0.001868X向钢筋: Asx = 1045.96 mm26承台受压验算：计算公式：混凝土结构设计规范（GB 500102002）Fl 1.35clfcAln （1）局部荷载设计值：Fl = Fc = 795.50 kN混凝土局部受压面积：Al = BcHc = 0.500.50 = 0.25m2混凝土局部受压计算面积：Ab = 1.20 m2混凝土受压时强度提高系数：l = sq.(Ab/Al) = sq.(1.20/0.25) = 2.19 1.35clfcAl = 1.351.002.1914300.000.25 = 10573.78 kN Fl = 795.50 kN, 满足要求。四、计算结果：1X方向钢筋选筋结果计算面积As:1045.96 mm2采用方案：7f14实配面积：1077.57mm2