某教学楼计算书

1.1 设计原始资料 1.1.1 工程概况

该工程安徽省江淮地区某区中学教学楼，主体为现浇钢筋混凝土框架结构，建筑面积6331.5㎡，建筑物共5层（局部），标准层层高3.4m，总高度19.4m，室内外高差0.300m，基础采用柱下基础。

1.1.2 设计条件

一、抗震设防烈度：设防烈度7度，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： 0.35KN/m2，B类粗糙度； 三、雪荷载标准值：0.55KN/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，拟建物根据教学楼地址勘察报告情况如下：表层为杂填土，厚0.5（或0.9米）杂色，结构松散，主要由煤渣，碎石，粘土等组成，r=19KN/M3。表层土以下为粉质黏土层（未钻透），黄褐色，硬塑状态，分部较均匀，FaK=240KPa,e=0.78,根据设计任务书结构及建议：①层杂填土，工程地址条件差，应清除，地下水主要为上层滞水和孔隙水，水位埋深2.1米，地下水对混凝土无侵蚀，建议选用②层粘土为持力层，基础选天然浅基础，施工时注意排水，抗震设防该地区为7度设防，第一组加速度0.1g。

表1-1 建筑地层特征

层序 1 2 3 地层名称 杂填土 粉质粘土 粘土 状态 可塑 可塑 硬塑 地层包含物 黑灰色含少量碎砖 黄灰色含氧化铁 褐黄色含少量氧化铁铁锰结合 厚度 （m） 1.0～1.4 0.8～1.1 未钻穿 地基承载力特征值fak（kPa） 80 220 280 1.2 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、底层平面图：比例 1：100

1

2、其它层平面图：比例 1：100 3、建筑主要立面图：比例 1：100

4、建筑主要剖面图（剖到楼梯）：比例 1：100 5、施工图说明、门窗表：

1.3结构设计任务及要求

一、基本要求：

在建筑设计和结构承重体系、抗震方面要求以及场地地址条件，合理地进行结构方案和结构布置的确定，确定整体结构方案，统一构件编号及各种构件的 定位尺寸、绘制结构布置图，在主体部分选取一榀框架的竖向荷载及内力计算、内力分析和组合，梁、柱截面配筋和构造要求；柱下基础荷载及内力计算、配筋计算。

二、规定绘制的结构施工图为：

1、二层或其它层结构平面布置图：比例 1：100 2、框架结构配筋图：比例 1:100 3、楼梯结构配筋图：比例 1：25

5、主体结构基础平面及基础配筋图：比例 1：30、1：100 三、结构设计计算书内容：

说明结构选型和结构布置的理由及设计依据，列出计算的所有步骤和全部内容及全过程计算结果.

2

第二章 建筑设计说明及结构设计

1建筑说明

1.1 工程概况

该工程安徽省江淮地区某区中学教学楼，主体为现浇钢筋混凝土框架结构，建筑面积6331.5㎡，建筑物共5层（局部），标准层层高3.4m，总高度19.4m，室内外高差0.300m，基础采用柱下基础 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w0=0.35 KN/M2，基本雪压s0=0.55 KN/M2.

4) 建筑结构安全等级为二级；抗震设防烈度为7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。 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

3

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。

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2600mm。

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2400×1800mm）；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。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。

本建筑为五层，主要为教学楼室，层高确定为3.4m，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0.3m。 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

4

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，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

内墙做法：MU10空心砖200厚，外墙做法：为240厚空心砖。 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) 花岗岩地面做法

12mm厚花岗岩块面（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：（柔性屋面） 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%）

5

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

6

三毡四油上铺小石子厚水泥沙浆找平厚苯板保温：10水泥珍珠岩找坡（3%）一毡二油隔气层厚水泥沙浆找平线浇楼板（100）天棚抹灰（15）

屋面做法图1.2

防水卷材女儿墙外排水的雨水口构造

图1.3

2 框架结构布置

取一榀横向平面框架计算 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

7

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120mm。

8

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8m，中间梁跨度为2.6m 底层柱高，设底层柱高为3.4m, 其它层柱高为3.4m

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：Ic=a4/12=0.454/12m4=0.0034m4

底层柱线刚度：ic1=EcIc/H=28109N/M2 0.0034M4/4.95M=1.92107N·M 其余各层柱线刚度：ic1=EcIc/H=28109N/M2 0.0034M4/3.6M=2.107N·M 边跨梁的惯性矩：Ib1=2bh3/12=20.25M0.63M3/12=0.009M4 边跨梁的线刚度：ib1=EcIb1/L=25.5109N/M20.009M4/6M=3.825107N·M 中间跨梁的惯性矩：Ib2=2*bh3/12=20.250.453M3/12=0.0038M4

中间跨梁的线刚度：ib2=EcIb2/L=25.5109N/M2 0.0038M4/2.8M=3.46107N·M 设ib1=3.825107N. M=1，

则ib2=3.4610N.M/3.82510N. M=0.90 ic1=1.92107N/M/3.825107N. M=0.50 ic2=2.107N.M/3.825107N. M=0.69

7

7

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/M= 1.2 KN/M

3

2

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/M= 2.5 KN/M

3

2

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

9

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（二至五层） 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：

q1=(1-2α2+α3)q+3.75KN/M

=(1-20.162+0.163) 5.8KN/M23.6M+3.75KN/M =23.6KN/M

楼面梁上线荷载：q2= (1-2α2+α3)q+3.75KN/M+3.5KN/M = (1-20.162+0.163)3.86KN/M23.6M+3.75KN/M+3.5KN/M = 20.5KN/M

3.4 固端弯矩计算 表3-1

10

边跨框架梁 中间框架梁 顶层 底层及标准 层 1/1223.6KN/M62M2 = 70.8KN.M 1/1220.5KN/M62M2 = 61.5KN.M 1/122.81KN/M2.82M2 = 1.84KN.M 1/122.81KN/M2.82M2 = 1.84KN.M 3.5 节点分配系数µ计算 顶点分配系数计算过程如下：

节点A：A6B6=41/(41+40.69)=0.59

A6A5=40.69/(41+40.69)=0.41

A5B5=41/4(1+0.69+0.69)=0.42

A5A4=40.69/4(1+0.69+0.69)=0.29

A5A6=40.69/4(1+0.69+0.69)=0.29

A1B1=41/4(1+0.5+0.69)=0.45

A1A2=40.69/4(1+0.69+0.5)=0.32

A1A0=40.5/4(1+0.69+0.5)=0.23

节点B ：B6A6=41/4(1+0.69+0.9)=0.39

B6C6=40.9/4(1+0.69+0.9)=0.35



B6B5=40.69/4(1+0.69+0.9)=0.27

B5A5=41/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.31

11

B5B4=40.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21

B5B6=40.69/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.21

B5C5=40.9/4(1+0.69+0.69+0.9)=0.27

B1A1=41/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.32

B1C1=40.9/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.29

B1B0=40.5/4(1+0.5+0.69+0.9)=0.16

B1B2=40.69/4(1+0.69+0.5+0.9)=0.23

其余各层计算结果见下表：

表3-2 节点分配系数µ计算表 层 数 节点A各杆端分配系数µ A6B6 A6A5 A5B5 0.59 0.41 0.42 0.29 0.29 0.45 0.32 0.23 节点B各杆端分配系数µ B6A6 B6C6 B6B5 B5A5 B5B4 B5B6 B5C5 B1A1 B1C1 B1B0 B1B2 0.38 0.35 0.27 0.31 0.21 0.21 0.27 0.32 0.29 0.16 0.23 顶层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。

标准层A5A4 A5A6 A1B1 底层A1A2 A1A0 12

图3.3恒荷载作用下内力计算过程

13

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：

14

q1= (1-2α2+α3)q=（1-20.162+0.162）0.5KN/M23.6M=1.72KN/M 4.2 楼面活荷载

教学楼楼面活荷载为2.0KN/M2

同屋面荷载的简化方法，可得楼面梁上的线荷载：

q2= (1-2α2+α3)q=（1-20.162+0.162）2.0KN/M23.6M=6.86KN/M 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

边跨框架梁 中间跨框架梁 顶层 1/121.72KN/M62M2=5.16KN.M 1/126.86KN/M62M2=20.58KN.M 0 底层及标准层 0

15

图4.2 活荷载作用下内力计算过程

16

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 ω0=0.35KN/M 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µS值： 迎风面µS =0.8,背风面µS =-0.5,取µS =1.3

3

查表得风压高度变化系数µZ 值：一至三层µZ =0.74,四至五层µZ =0.87 得风荷载标准值ωK：

一至三层：ωK =Βz µZ µSω0 =1.00.741.30.35 KN/M=0.34KN/M

2

2

四至五层：ωK =Βz µZ µSω0 =1.00.961.30.35 KN/M2=0.44 KN/M2 风荷载的线荷载标准值qk：

一至三层：qk =2ωK 3.9M=0.68 KN/M2 3.9M=2.5 KN/M 四至五层：qk =2ωK 3.9M=0.80 KN/M2 3.9M=3.2 KN/M

17

为简化计算，将矩形分布的风荷载折算成节点集中力Fik: 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

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

D=层位及层高 柱号 （一般层） 1.5 2.7 2.7 1.5 kk0.5αc =(底2k2k12cicη= ΣD D D层) 0.43 0.57 0.57 0.43 H2i(KN/M) 0.3 0.3 0.3 0.3 0.153 1.33 0.23 0.27 0.23 0.27 0.23 A 二至五层（3.9M） B C D A 0.731 0.625 底层（3.9M） B C D

3.8 2 0.179 0.179 0.153 0.6 0.27 0.27 0.23 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

层号 柱号 i ΣD KN/M i inY1 Vi/KN y0 Y2 Y3 y M底 KN.M M顶 KN.M KN 4.7 五层 A、D 0.23 1.33 19.2 0.43 0 0.43 8.70 8.87 18

B、C 0.27 四层 A、D 0.23 B、C 0.27 A、D 0.23 B、C 0.27 A、D 0.23 B、C 0.27 A、D 0.23 B、C 0.27 1.33 31.2 4.9 7.7 7.9 10.4 10.7 12.6 13 0.45 0 0.45 8.24 8.75 0.45 0 0.45 14.27 14.28 0.48 0 0.48 13.8 13.83 0.48 0 0.48 19.30 19.30 0.50 0 0.50 18.68 18.68 0.50 0 0.50 23.4 23.4 0.50 0 0.50 22.68 22.68 三层 1.33 42.2 二层 1.33 51.2 一层 0.6 61.2 14.1 0.555 0 0.555 38.68 31.02 16.5 0.565 0 0.565 46.23 35.6 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 第五层：A节点：已知MA5A6=2.7KN.M, MA5A4=8.87KN.M

则MA5B5=11.57KN.M

B节点：已知MB5B6=2.77KN.M, MB5B4=8.75KN.M

则 MB5A5=

1 (2.77+8.75)=6.06KN.M 10.90.9 (2.77+8.75)=5.43KN.M 10.9 MB5C5=

第四层：A节点：已知MA4A5=8.70KN.M, MA4A3=14.28KN.M,

则MA4B4=8.7+14.28=22.98KN.M

B节点：已知MB4B5=8.24KN.M, MB4B3=1.83KN.M, 则MB4A4=

1(8.24+13.83)=11.62KN.M 10.9 MB4C4=

0.9(8.24+13.83)=10.45KN.M 10.9第三层：A节点：已知MA3B4=14.27KN.M, MA3A2=19.3KN.M 则MA3B3=33.57KN.M

B节点：已知MB3B4=13.8KN.M, MB3B2=18.68KN.M, 则MB3A3=

1(13.8+18.68)=17.1KN.M 10.9 MB3C3=

0.9(13.8+18.68)=15.39KN.M 10.9 19

第二层：A节点：已知MA2A3=19.3KN.M, MA2A1=23.4KN.M 则MA2B2=42.7KN.M

B节点：已知MB2B3=18.68KN.M, MB2B1=22.68KN.M 则MB2A2=

1(18.68+22.68)=21.73KN.M 10.9 MB2C2=

0.9(18.68+22.68)=19.63KN.M 10.9第一层：A节点：已知MA1A2=23.4KN.M, MA1A0=31.02KN.M 则MA1B1=54042KN.M

B节点：已知MB1B2=22.68KN.M,MB1B0=35.6KN.M 则MB1A1=

1(22.68+35.6)=30.67KN.M 10.90.9(22.68+35.6)=27.61KN.M 10.9 MB1C1=

5.5 风荷载作用下内力图见图5.2

20

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：五层为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： G6=503KN, G5=G4=G3=G2=581KN, G1=591.5KN,

则Gi=503+5814+591.5=3200KN

i16 21

表5-3 柱的D值计算： 二---五层柱 ij底层柱 边柱 11708 50804 内柱 13694 D

ijichj2 边柱 206 82166 内柱 20187 D 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T11.7点位移计算见表5-4： 表5-4 层号 5 4 3 2 1 0T，取0=0.7,框架假想顶

G iVi Di 82166 82166 82166 82166 50404 u i i581 581 581 581 592 11084 1665 2241 2827 3356 0．013 0．019 0．027 0．034 0．066 0．159 0．146 0．127 0．100 0．066 T1.70T=1.70.70.166=0.50 取结构阻尼比为0.05， 则15.7.2 地震作用影响系数，8度抗震设防，

max=0.16, Tg0.35s,

TgT10.9max0.350.480.90.160.12

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

n0.08T10.070.1084

结构总水平地震作用标准值为：

FEK1GEq0.120.853099316.1KN

FiGHFGHii6i1iiEK(1n)

可得各层水平地震作用标准值为：

F

15924.95316.1(10.108)5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.9522

=2.4KN

F25818.55316.1(10.108)

5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95 =5.3KN

F358112.15316.1(10.108)

5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95 =7.3KN

F458115.75316.1(10.108)

5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95 =9.5KN

F558119.35316.1(10.108)

5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95 =11.7KN

F650322.95316.1(10.108)

5924.955818.5558112.1558115.7558119.3550322.95 =16KN

FF6nEK0.108316.134.14KN

表5-5 水平地震作用下框架层间侧移计算表

Fjk Vjk D ijuj 相对值 0.00034 0.00021 0.00024 0.00027 0.00028 0.00034 限值 50 12 10 7.3 5.3 2.3

50 62 71 78 83.3 86 82166 82166 82166 82166 82166 82166 0.6 0.75 0.9 1 1.02 1.7 1/550 （0．00182） 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

23

表5-6 层号 柱号 A、D B、C A、D B、C A、D B、C A、D B、C A、D B、C i 0.23 0.27 0.23 0.27 0.23 0.27 0.23 0.27 0.23 0.27 ΣD KN/M 1.33 i Vi/KN iny 0.43 0.45 0.45 0.48 0.48 0.50 0.50 0.50 0.555 0.565 M底 KN.M 23.1 26.5 32.6 31.5 36 35 38.3 37.1 52.2 65.2 M顶 KN.M 33.4 28.2 32.6 31.5 36 34.7 38.3 37.1 42 50 五 62 15 16 17 18 19 20 20 21 19 23.3 四 1.33 71 三 1.33 78 二 1.33 83 一

0.6 86 梁端弯矩的计算（节点平衡理论）：

第五层 A节点 已知MA5A618.7KNM MA5A433.4KNM

则MA5B518.733.452.1KNM

B节点 已知MB5B619.3KNM MB5B428.2KNM 则MB5A5 MB5C51(19.328.2)25KNM1.90.9(19.328.2)22.5KNM 1.9

第四层 A节点 已知MA4A523.1KNM MA4A332.6KNM

则MA4B423.132.655.7KNM

B节点 已知MB4B526.5KNM MB4B331.5KNM 则M MB4A4B4C41(26.531.5)30.5KNM 1.90.9(26.531.5)27.5KNM 1.9 第三层 A节点 已知MA3A432.6KNM MA3A236KNM 则MA3B332.63668.6KNM

B节点 已知MB3B431.5KNM，MB3B234.7KNM

24

则MB3A3 MB3C31(31.534.7)34.8KNM 1.90.9(31.534.7)31.4KNM 1.9 第二层 A节点 已知MA2A336KNM MA2A138.3KNM 则MA1B138.341.980.2KNM

B节点 已知MB2B334.7KNM MB2B137.1KNM 则MB2A2 MB2C21(34.737.1)37.8KNM 1.90.9(34.737.1)34KNM 1.9第一层 A节点 已知MA1A238.3KNM MA1A041.9KNM 则MA1B138.341.980.2KNM

B节点 已知MB1B237.1KNM MB1B050.2KNM 则MB1A11(50.237.1)46KNM 1.90.9(50.237.1)41.3KNM 1.9 MB1C1水平地震弯矩图见图5.3：

25

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GK0.5Q，与恒荷载GKKG的比例系数为

K0.5QKG10.5QKKG；

K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1

0.5QKG26

，即为重力荷载代表值产生的内力:

K2

3.8663.7526.55为屋面： KN/M GK Q=12 KN/M2

K

所以： 1

0.5QKG=

K10.5121.226

26.55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： MA=1.22643=52.7KNM MB左=1.22651=62.5KNM MB右=1.22615=18.4KNM AB跨中M1=1.22645=55.2KNM BC跨中M2=1.22612=14.7KNM VA=1.2266.02=17.4KNM VB左=1.22663=77.2KNM VB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：MA上=1.22614=17.2KNM MA下=1.2267.2=8.8KNM VA=1.2264.3=5.3KNM 内柱：MB上=1.22612=14.7KNM MB下=1.2266.1=7.5KNM VB=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

27

表6-1

1.2恒 梁 截面 活 载 2 ○风 载 3 ○重力荷载4 ○水平地震5 ○1.21 ○+1.42 ○1.21○+1.43 ○1○+0.9 *1.4 2(○3) +○A 6 B 6 A 6 跨B 中 6 B 6 A 6 M KN.M V KN M KN.M M KN.M V KN M KN.M V KN M KN.M M -23.1 20 -1 0 24.5 0 22.6 24 22.7 26 29.4 -55.3 58.7 3.2 -39. -4.3 1.351 ○+0.7 *1.42 ○1.24○+1.35 ○内力载 1 ○ 3.9 -48.6 -27 -54 -53 -57.9 -57.7 -93.4 109.2 68.3 5.1 1. 83.7 6.7 .1 83.4 .6 97.2 1 72 6.9 74.9 71.8 77.7 82.4 95.4 -4.7 1.9 -67.8 -13.2 -73 -69 -74.7 -79.3 -98.5 116.6 -49.3 73.3 5.2 1. .8 6.7 95 .4 75.8 104 B 6 C B 6 6 C 跨6 中 C -23.1 -1 1.7 -28.3 -11.8 -29.1 -30 -31.1 -32.2 5 0 1.2 6.13 8.4 6 7.7 7.5 6.75 18.3 6 KN.B M -1 1.7 -28.3 -11.8 -29.1 -30 -31.1 -32.2 -49.3 28

6 V KN 5 0 1.2 6.13 8.4 6 7.7 7.5 6.75 18.3 A3 B3 A3 B 3 M KN.M V KN M KN.M M KN.M V KN M KN.M V KN M KN.M M KN.M V KN M -48.4 -16.4 33.6 -59 -68.6 -81.3 101.4 -105.1 -121.1 109.3 -81.4 101.9 -160.3 60.7 20.4 8.5 74.4 17.2 84.7 112 跨中 42 14 8.2 51.1 16.9 70 62 79.4 70.4 83.8 B3 A3 -53.4 -17.7 17.1 -65.5 -34.8 -88.9 103.9 -88 -107.9 111.7 -38.2 -.4 104.5 -19.6 -124 62.3 20.8 8.6 76.4 17.2 86.7 114 B3 C3 B 3 跨C 中 3 C3 B3 A1 A-12 -3.5 15-14.-31.-19..5 7 4 3 -36 -58.5 5 0 11 6.1 22.4 6 21.4 19.9 6.75 36.5 9 -3.5 0 11 0 5.9 10.8 6.4 11.17 13.2 -12 -3.5 15-14.-31.-19..5 7 4 3 -36 -38.2 -19.-58.6 5 5 0 11 6.1 22.4 54-52.-80..4 8 2 6 21.4 19.9 6.75 36.5 B 1 KN.1 BM -43.1 -14.5 -72 -127.9 -139.8 -72.-1674 .6 29

1 V KN 60.2 5.1 14.2 73.8 21 79.4 92.1 96.6 86.3 115.9 跨中 M KN.M M KN.M V KN M KN.M V KN M KN.M M KN.M V KN 5 0 -15 -4.6 12 -4.6 5 0 -15 -4.6 63 -51 -16.9 45 15.2 11.8 55.2 17.1 75.3 70.5 87 75.6 88.5 B1 A1 30-62..7 5 -46 -84.9 -104.2 -121.2 -85.-1344 .8 119.7 21 14.2 77 21 105 95.5 120 105 B1 C1 B 1 跨C 中 1 C1 B1 27-18.-41.-24.-56.-58.-24.-75..6 4 3 4 6 6 8 8 19.7 6.1 29.5 6 33.6 30.8 6.75 45.7 0 14.7 0 8 14.4 8.6 11.7 17.6 27-18.-41.-24.-56.-58.-24.-75..6 4 3 4 6 6 8 8 19.7 6.1 29.5 6 33.6 30.8 6.75 45.7 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 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

30

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

2）纵向框架梁传来的轴力按实际荷载分布（梯形或三角形）

31

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

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

32

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

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：

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 层数 6 5 4 3 VAB VBC NA NB 6.7 8.4 6.7 1.7 12.9 16.01 19.6 4.81 14.4 17.2 19.6 22.4 34 51.2 10.01. 15.21 33

2 1

重力荷载代表值作用下的轴力

底层：NA=742+（68+615）（1.226-1）=826.3KN

NB=870+56(1.226-1)=876.8KN

二层：NA=615+（68+614）（1.226-1）=685.5KN NB=719+55(1.226-1)=724.7KN

三层：NA=495+（68+613）（1.226-1）=551.7KN NB=574+54(1.226-1)=578.5KN

四层：NA=376+(68+612) (1.226-1)=418.9KN

NB=430+53(1.226-1)=433.4KN

五层：NA=256+(68+61) (1.226-1)=285.2KN

NB=285+52(1.226-1)=287.3 KN

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

1.2恒 柱 截面

18.7 24.3 69.9 20.81 21 29.5 91 29.31 活 载 2 ○风 载 3 ○重力荷载4 ○水平地震5 ○1.21 ○+1.42 ○1.21○+1.43 ○1○+0.9 *1.4 2(○3) +○1.351 ○+0.7 *1.42 ○1.24○+1.35 ○内力 载 1 ○34

M KN.上 M A 6 A 5 N KN M KN.下 M N KN M KN.上 M N A3A2 KN M KN.下 M N KN M KN.上 M A1 A 0 N KN M KN.下 M N KN 801.7 167.6 -7.2 -2.4 776.7 167.6 -14 -4.8 555.7 111.7 -24 -8.1 538.2 111.7 -24 -8.2 204.5 -28 -7.8 186.2 -39. -4.3 3.9 -48.6 -27 -54 -53 -57.9 -57.7 263.3 -45.4 -93.4 150.3 -65.5 190.4 -82.1 569.4 -82.1 728.6 -75.1 940.9 -78.4 1109.8 12.1 1. 118 6.7 240.4 -44.5 262.3 -40.3 802.2 -40.1. 823.2 -23.5 1166.7 224.8 -71.4 246.8 -30.6 657.7 -30.6 678.7 -60.2 951.9 -62.8 822.8 240 2.7 -34.3 151.4 -29.4 418.9 -29.4 551.7 -17.2 685.5 -18.7 -46.8 12.1 1. 6.7 262 288 19.3 -36 -63.5 797.3 -63.3 818.3 -61.9 1161.1 -60.3 1191.1 -40.4 18.5 51.2 836 19.3 -36 -40.3 8.5 51.2 860 31.02 -41.9 -23.6 1212.8 -12.1 1246.5 14.2 191 38.68 -8.8 -52.2 -12 14.2 826.3 91 1196.7 35

M KN.上 M B 6 B 5 N KN M KN.下 M N KN M KN.上 M N B3B2 KN M KN.下 M N KN M KN.上 M B 1B0 N KN M KN.下 M N KN

875 204.8 -6.1 -201 850 204.8 -12 -4.2 579 126.8 -21 -7.0 570 126.8 -21 -7.1 145 9.75 -23 -5.9 127 9.75 -37 -3.5 3.-39.6 2 -25 -43.6 -43.4 154.1 -49.5 166.2 -46.8 181.0 -79.5 157.3 1.2 122 1.7 166 2.-28.-19.-35.-31.-38.-36.-58.8 2 3 9 187.7 5 175.7 6 187.8 8 9 1.141.2 1 1.7 205.180.3 2 18-25.-34.-35.-51.-57.-35.-75..7 7 7 2 861.5 4 699.4 -51.4 710.2 7 857.6 -57.6 868.4 3 95 11 433 15.2 18-25.-34..7 7 578.5 7 3.548.8 7 -35 -35.-75.2 95 11 15.2 872.6 905.723.9 3 35-14.-50.-20.-61.-.-20.-82..6 7 2 3 8 5 3 9 19724.29.313061047130213407..7 7 1 -65.2 .7 .6 .9 -68.2 .2 9 -10.-93.3 8 46.2 -7.5 -103 -72 19876.29.313361077133213811090.7 8 1 .7 .58 .9 .9 .5

36

7 截面设计

7.1 框架梁的配筋计算

钢筋 HRB335,fy=300N/mm2, 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：

Mmax=88.5KNM,框架梁跨中截面为T形，T形截面翼缘宽度bf取值如下： 按梁跨度考虑，bf=l/3=6000/3mm=2000mm 按梁肋净距考虑，bfbsn250+3650=3900mm 按翼缘厚度考虑，

混凝土C20，fC=9.6N/mm2,ft=1.1N/mm2, α1=1.0

h0has=600-40=560mm

hfh0100/560=0.18>0.1,不考虑此项，故取前两项较小值，bf=2000mm。

判别T形截面类别

fb1fc(hfh0hf2)1.09.62000100(560-100/2)

=979.2KNM> Mmax=88.5KNM

因此，该截面属于第一类T形截面。 计算钢筋面积AS

Mfbh0S201cf1.088.5106=0.014 21.09.62000560查表得，=0.014< b=0.550,

ASfbh1cf0f 1.09.6N/mm2000mm0.014560mm300N/mm222

y 501.76mm 验算适用条件

37

AbhS0502mm2250mm560mm0.35%minmin(0.2%,0.45ft0.2%)

fy满足不少筋条件选用218，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算：

Mmax=-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)

Mfbh0S201.0167.6106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm560mm20.223

查表得 10.254b0.55

ASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.25560mm300N/mm221120mm

2y 验算适用条件：

AbhS011200.8%250560min0.2%

2

满足不少筋条件，选用实际配筋为 420，实际钢筋面积为1256mm 支座斜截面计算：

Vmax=-120KN

h h 复合截面尺寸：

0haS60040560mm

Wbh0b560/2502.244

2 0.25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm560mm

336KN120KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm560mm 107.8KN Vmax=120KN 所以需要按计算配置箍筋：

2 38

nAsv1SV0.7ftbh01.25fyvh

20120103N0.71.1N/mm250mm560mm1.25300N/mm560mm22 =0.058

选8双肢箍，n=2，Asv1=50.3 mm,

SnAsv10.058250.31734mm

0.058按构造配筋，取S=200mm, 配筋率

nAsv1svbs250.30.2%250200sv,min0.24fftyv0.241.10.08% 300则箍筋选用双肢8@200

7.1.2 梁段A3B3配筋计算 截面为250mm600mm

跨中正截面计算： Mmax=88.5KNM 计算钢筋面积AS：

Mfbh0S201cf1.083.8106=0.014 21.09.62000560查表得，=0.014< b=0.550,

ASfbhf1cf0 1.09.6N/mm2000mm0.014560mm300N/mm222

y 501.76mm 验算适用条件:



AbhS0502mm2250mm560mm0.35%minmin(0.2%,0.45ft0.2%)

fy39

满足不少筋条件选用218，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算：

Mmax=--160.3KNM

Sfbh0M201.0160.3106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm560mm20.213

查表得 0.240.55

1bASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.24560mm300N/mm221075mm

2y 验算适用条件：

AbhS010750.76%250560min0.2%

满足不少筋条件，选用实际配筋为 420，实际钢筋面积为1256mm2 支座斜截面计算：

Vmax=-36.5KN

0.25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm560mm

2 336KN36.5KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm560mm 107.8KN >Vmax=36.5KN

所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200 7.1.3 梁段A6B6配筋计算 截面为250mm600mm

跨中正截面计算： Mmax=95.4KNM 计算钢筋面积AS：

2Mfbh0S201cf1.095.4106=0.016 1.09.62000560240

查表得，=0.016< b=0.550,

ASfbhf1cf0 1.09.6N/mm2000mm0.016560mm300N/mm222

y 573.4mm 验算适用条件:

2

AbhS0573.4mm250mm560mm0.41%minmin(0.2%,0.45ft0.2%)

fy满足不少筋条件选用220，实际钢筋面积为628mm2 支座正截面计算：

Mmax=-93.4KNM

Mfbh0S201.093.4106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm560mm20.124

查表得 0.131b0.55

2ASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.13560mm300N/mm2582.4mm

2y 验算适用条件：

AbhS0582.40.42%250560min0.2%

满足不少筋条件，选用实际配筋为220，实际钢筋面积为628mm2 支座斜截面计算：

Vmax=-116.6KN

0.25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm560mm

2 336KN116.6KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

41

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm560mm 107.8KN Vmax=116.6KN 所以需要按计算配置箍筋：

nAsv1S2V0.7ftbh01.25fyvh

20116.6103N0.71.1N/mm250mm560mm1.25300N/mm560mm22 =0.042

选8双肢箍，n=2，Asv1=50.3 mm,

SnAsv10.058250.32395mm

0.042按构造配筋，取S=200mm, 配筋率：

nAsv1svbs250.30.2%250200sv,min0.24fftyv0.241.10.08% 300则箍筋选用双肢8@200

7.1.4 梁段B1C1配筋计算 截面为250mm450mm

跨中正截面计算：

Mmax=17.6KNM,框架梁跨中截面为T形，T形截面翼缘宽度bf取值如下： 按梁跨度考虑，bf=l/3=2800/3mm=930mm 按翼缘厚度考虑，h0has=450-40=410mm

hfh100/410=0.24>0.1

0判别T形截面类别

fbh(h1cff0hf2)1.09.6930100(410-100/2)

=321.4KNM> Mmax=17.16KNM

因此，该截面属于第一类T形截面。 计算钢筋面积AS：

42

Mfbh0S201.017.61061.09.69304102=0.012

1cf查表得，=0.012< b=0.550,

ASfbhf1cf0 1.09.6N/mm930mm0.012410mm300N/mm222

y 146mm

由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。选用218，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算：

Mmax=-75.8KNM

Mfbh0S201.075.8106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm410mm20.188

查表得 =0.21< b=0.550

ASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.21410mm300N/mm226mm

2y 验算适用条件：

=

AbhS060.67%250410min0.2%

满足不少筋条件，选用实际配筋为 222，实际钢筋面积为760mm2 支座斜截面计算

Vmax=-45.7KN

h h 复合截面尺寸：

0haS45040410mm

Wbh0b410/2501.4

2 25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm410mm

43

246KN45.7KN

所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm410mm 78.9KN Vmax=45.7KN

所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200 7.1.5 梁段B3C3配筋计算 截面为250mm450mm

跨中正截面计算： Mmax=13.2KNM, 计算钢筋面积AS：

2Mfbh0S201cf1.013.2106=0.009 21.09.6930410查表得，=0.04< =0.550,

b由于弯矩较小，按照构造配筋即可满足要求 。选用218，实际钢筋面积为509mm2 支座正截面计算：

Mmax=-58.5KNM

Mfbh0S201.058.5106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm410mm20.145

查表得 =0.16< b=0.550

ASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.16410mm300N/mm22525mm

2y 验算适用条件：

=

AbhS05250.51%250410min0.2%

满足不少筋条件，选用实际配筋为 220，实际钢筋面积为628mm2 支座斜截面计算：

Vmax=36.5KN

44

25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm410mm

2 246KN36.5KN 所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm410mm 78.9KN Vmax=36.5KN

所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200 7.1.6 梁段B6C6配筋计算 截面为250mm450mm

跨中正截面计算 Mmax=29.4KNM, 计算钢筋面积AS：

2Mfbh0S201cf1.029.4106=0.019 21.09.6930410查表得，=0.019< b=0.550,

ASfbhf1cf0 1.09.6N/mm930mm0.019410mm300N/mm222

y 224.3mm 验算适用条件:

AbhS0224.3mm2250mm410mm0.22%minmin(0.2%,0.45ft0.2%)

fy满足不少筋条件选用216，实际钢筋面积为402mm2 支座正截面计算：

Mmax=-49.3KNM

Mfbh0S201.049.3106N/mm2221cf1.09.6N/mm250mm41045

mm20.122

查表得 =0.13< b=0.550

ASfbhf1cf01.09.6N/mm250mm0.13410mm300N/mm22426.4mm

2y 验算适用条件：

=

AbhS0426.40.41%250410min0.2%

满足不少筋条件，选用实际配筋为 218，实际钢筋面积为509mm2 支座斜截面计算：

Vmax=18.3KN 25cfcbh00.251.09.6N/mm250mm410mm

2246KN18.3KN

所以截面尺寸符合要求。 验算是否按计算配置箍筋：

0.7ftbh00.71.1N/mm250mm410mm 78.9KN Vmax=18.3KN

所以不需要计算配置箍筋，按构造要求箍筋选用双肢8@200 7.2 框架柱的配筋计算

混凝土采用C25，fC=11.9N/mm2,ft=1.27N/mm2, α1=1.0 纵向钢筋采用HRB335级，fy=300N/mm2, ζb=0.55 箍筋采用HPB235级，fyv=210N/mm2

7.2.1 A1A0柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算：

Mmax=78.4KNM,Nmax=1109.8KN 求偏心距增大系数

2l01.25H1.254.95m6.19m

e0

M78.471mm N1109.8h0haS45040410mm

46

eah30045015mm或30aea20mm。取二者最大值ea20mm，

e 则

iee91mm

i010.22.7eh0.22.7910.80 410 l0h6.190.45113.715 取21.0

11400ei(l0)2hh12

061901(0.81.01.48 )90450140041012判别大、小偏心受压

Nf11109.8103N 2b1.011.9N/mm450mmc 207.3mmbhb00.55410225.5mm

故属于小偏心受压。 计算钢筋面积： eeih2aS1.48791mm450mm40mm320mm 2 ASASNe1fcb(h0f()aSyh0)2

1109.81033201.011.9450207.3(410300(41040)2207.3)2

139.7mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

47

2箍筋计算：

柱端剪力计算：

VA1VA0MA1MA0H75.178.431KN

4.95H2h0495063，取3

24102N1109.8KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=723KN

1.75b0.07N fth0121.751.27N/mm450mm410mm0.07723KN 31  153.1KN31KN

故按构造配筋选用双肢8@200

7.2.2 A3A2柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算： Mmax=82.1KNM,Nmax=728.6KN

求偏心距增大系数

l01.25H1.253.6m4.5m

e0

M82.1113mm N728.6h0haS45040410mm

ea则

h30045015mm或30aea20mm。取二者最大值ea20mm，

ee133mm

1331.08 0.22.7e0.22.7410h4.51015 取1.0 liei100h0.452 48

111400ei(l0)2hh12

045001(1.081.01.24 )133450140041012判别大、小偏心受压

Nf1728.6103N 2b1.011.9N/mm450mmc 136mmbhb00.55410225.5mm

故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： eeih2aS1.24133mm450mm40mm350mm 2 ASASNe1fcb(h0f(hy0aS))2

728.61033501.011.9450136(410300(41040)2136)2

53.5mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

箍筋计算：

柱端剪力计算：

2VA1VA0MA1MA0H82.182.145.6KN

3.6H2h036004.43，取3

2410 49

N728.6KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=723KN

1.75b0.07N fth0121.751.27N/mm450mm410mm0.07723KN 312  153.1KNV45.6KN 故按构造配筋选用双肢8@200 7.2.3 A6A5柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算： Mmax=71.4KNM,Nmax=246.8KN 求偏心距增大系数

l01.25H1.253.6m4.5m

e0

M71.4290mm N246.8h0haS45040410mm

ea则

h30045015mm或ea20mm。取二者最大值ea20mm， 30aee310mm

3102.24 0.22.7e0.22.7410h4.51015 取1.0 liei100h0.452 1(l0)1400ehh1i1022

45001()2.241.01.21

310450140041012判别大、小偏心受压



Nf1246.8103N 2b1.011.9N/mm450mmc50

46.1mmbhb00.55410225.5mm

故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： eeih2aS1.21310mm450mm40mm560mm 2 ASASNe1fcb(h0f()aSyh0)2

246.81035601.011.945046.1(410300(41040)246.1)2

384.6mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

箍筋计算：

柱端剪力计算：

2VA1VA0MA1MA0H71.493.345.8KN

3.6H2h036004.43，取3

24102N246.8KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=723KN

1.75b0.07N fth0121.751.27N/mm450mm410mm0.07246.8KN 31  119.8KNV45.8KN 故按构造配筋选用双肢8@200 7.2.4 B1B0柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算：

51

Mmax=93.8KNM,Nmax=1090KN 求偏心距增大系数：

l01.25H1.254.95m6.19m

e0

M93.886mm N1090h0haS45040410mm

ea则

h30045015mm或30aea20mm。取二者最大值ea20mm，

ee108mm

1080.91 0.22.7e0.22.7410h6.1913.715 取1.0 liei100h0.452 111400ei(l0)2hh12

061901(0.911.01.467 )108450140041012判别大、小偏心受压

Nf1cb1090103N1.011.9N/mm450mm2

203.5mmbhb00.55410225.5mm

故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： eeih2aS1.467108mm450mm40mm343mm 2 ASASNe1fcb(h0f()aSyh0)2

52

10901033431.011.9450204(410300(41040)2204)2

337mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

箍筋计算：

柱端剪力计算：

2VA1VA0MA1MA0H93.882.935.7KN

4.95H495063，取3 2h024102N1190KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=723KN

1.75b0.07N

1fth021.751.27N/mm450mm410mm0.07723KN 31  153.1KNV35.7KN 故按构造配筋选用双肢8@200 7.2.5 B3B2柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算： Mmax=76KNM,Nmax=723KN 求偏心距增大系数

l01.25H1.253.6m4.5m

e0

M76105mm N723h0haS45040410mm

ea则

h30045015mm或ea20mm。取二者最大值ea20mm， 30aeiee125mm

53

0.22.7ei0.22.71h01251.02 410 l0h4.50.451015 取21.0

111400ei(l0)2hh12

045001(1.021.01.24 )125450140041012判别大、小偏心受压

N1fcb723103N1.011.9N/mm450mmb2

135mmhb00.55410225.5mm

故属于大偏心受压。 计算钢筋面积： eeih2aS1.24125mm450mm40mm340mm 2 ASASNe1fcb(h0f(hy0aS))2

7231033401.011.9450135(410300(41040)2135)2

16.1mm0

此时AS〈0表明柱的截面尺寸较大。应按照受压钢筋的最小配筋率配置

钢筋。取AS0.002bh00.002450410369mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

54

2箍筋计算：

柱端剪力计算：

VA1VA0MA1MA0H767642.2KN 3.6H2h036004.43，取3

24102N723KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=723KN

1.75b0.07N fth0121.751.27N/mm450mm410mm0.07723KN 31  152.6KNV42.2KN 故按构造配筋选用双肢8@200 7.2.6 B6B5柱配筋计算 截面尺寸：450mm450mm

纵向受力钢筋计算： Mmax=59KNM,Nmax=180KN 求偏心距增大系数

l01.25H1.253.6m4.5m

e0

M59327mm N180h0haS45040410mm

ea则

h30045015mm或30aea20mm。取二者最大值ea20mm，

ee347mm

3472.48 0.22.7e0.22.7410h4.51015 取1.0 liei100h0.452 55

111400ei(l0)2hh12

045001(2.481.01.21 )347450140041012判别大、小偏心受压

Nf1180103N 2b1.011.9N/mm450mmc 33.6mmbhb00.55410225.5mm

故属于大偏心受压。

计算钢筋面积： eeih2aS1.21347mm450mm40mm605mm 2 ASASNe1fcb(h0f(hy0aS))2

1801036051.011.945033.6(410300(41040)33.6)2

=344mm

按构造要求配筋，每侧选用416（804 mm）

箍筋计算：

柱端剪力计算：

2VA1VA0MA1MA0H79.558.938KN

3.6H2h036004.43，取3

2410 56

N180KN0.3AfC0.3450mm450mm11.9N/mm723KN 则取N=180KN

1.75b0.07N fth0121.751.27N/mm450mm410mm0.07180KN 312  114.6KNV38KN 故按构造配筋选用双肢8@200

表7-1 框架梁截面危险内力选取及截面配筋表

截面 梁段 尺寸 MM 2截面 M 钢筋 面积 选筋 MM 2V KN 钢筋 面积 MM2 选筋 位置 KN.M 跨中 95.4 628 218 ---- 628 220A6B6 250600 支座 -93.4 跨中 29.4 支座 -49.3 跨中 83.8 -116.6 构造 8@200 B6C6 250450 402 216 ---- 509 218 18.3 509 218 ---- 420构造 8@200 A3B3 250600 支座 -160.3 1256 跨中 13.2 36.5 构造 8@200 509 218 ---- 628 220B3C3 250450 支座 -58.5 跨中 88.5 36 构造 8@200 509 218 ---- 420A1B1 250600 支座 -167.6 1256 跨中 17.6 -120 构造 8@200 509 218 ---- B1C1 250450 支座 -75.8 760 222 45.7 构造 8@200

表7-2 框架柱截面危险内力选取及截面配筋表

57

截面 柱子 尺寸 MM A6A5 450450 2截面 位置 上 下 上 下 上 下 上 下 上 下 上 下 M KN.M 93.3 71.4 82.1 82.1 75.1 78.4 -79.5 -59 -76 -76 -82.9 -93.8 N KN 150.3 246.8 569.4 728.6 940.9 1109.8 157.3 180 548.7 723 907.9 1090 钢筋 面积 MM2 构造 416 416 选筋 A3A2 450450 构造 416 416 416 A1A0 450450 构造 416 416 416 B6B5 450450 构造 B3B2 450450 构造 416 416 416 B1B0

450450 构造 416 7.3 框架梁、柱配筋图见图7.1、图7.2.

58

图7.1

59

图7.2

60

8 基础设计

本基础采用柱下基础，混凝土C25，钢筋HPB235，据冻土深度与高层建筑对基础埋深的要求，假定基础高度为1m。 8.1 对A柱基础配筋计算：

Mmax=78.4KN.M, Vmax=31KN, Nmax=1109.8KN, fa=240KPa 8.1.1确定基础底面积 8.1.1.1先按轴心受压 AFfaKGd21109.85.6m （d2m）

2402028.1.1.2 初步确定基础底面尺寸

考虑偏心受压，将基础底面增大20%，A1.2A1.25.66.72m 取矩形基础长短边之比l1.5（1.0～2.0）

b则b2A1.56.722.12m a1.5b1.52.13.15m 1.5取 a3.2m b2.1m

8.1.1.3验算基础底面尺寸取值是否合适

GKGAd20KN/m2.1m3.2m2m269KN

3FMKKGK1109.82691379KN

78.4KNM311.0KNM112.5KNM

eMFKKGK112.5a3.20.081m0.53m

1378.666pkmaxkminFKGKA(16el)1378.660.081(1)

3.22.13.96 232.8kpa179.9kpa1.2fa1.2240kpa288kpa

故基础底面尺寸取ab3.2m2.1m,符合设计要求。 8.1.2 基础高度计算

bt0.5m,h00.95m,bbbt2h00.5m20.95m2.4m

61

bmbtbb20.5m2.4m1.45m

2ppnminFMVh1690.8KN78.4KN.m311.0m134.9kpa AW3.2m2.1m2.1m3.22m26FMVh1387.68KN78.4KN.m311.0m195.4KPa AW4.5m3m2.1m3.22m26smaxA1(a2ath0)b(bbth0) 2222223.20.52.10.5 ( 0.95)2.1(0.820.95)m2222F1pnA195.40.82160.2KN

1.0；h2000mm,0.9，则按线性插值法计算得

当h800mm,hphphp0.975。

F10.7hpfahtm00.70.9751.27N/mm1.45m0.95m1194KN

2故基础高度满足要求。 8.1.3 基础底板配筋计算 长方向弯矩计算：

1 MI-I =24p(aat) (2b+b)

nst2 =231195.4kpa(3.2-0.5) (22.1+0.5)m=279KNM 24 短方向弯矩计算： pnspnsmax2nspnsmin2195.4134.9165.2kpa

2t1 M- 24p(bbt)(2aa)

21165.2kpa(2.10.5)2m(23.20.5)m121.3KNM 24 62

长边方向的受力钢筋截面面积ASI计算： ASIMI-I0.9h0fy2279106Nmm 15542mm30.90.9510mm210N/mm2 配筋为2210@100，AS1727mm 短边方向的受力钢筋截面面积AS计算： ASM-0.9h0fy121.6106Nmm0.90.95103mm210N/mm22677mm

2 配筋为246@140AS679mm 8.2 对B柱基础配筋计算：

Mmax=93.8KN.M, Vmax=35.7KN, Nmax=1090KN, fa=240KPa 8.2.1 确定基础底面积 8.2.1.1 先按轴心受压 AFfaKGd210905.45m （d2m）

2402028.2.1.2初步确定基础底面尺寸

考虑偏心受压，将基础底面增大20%，A1.2A1.25.456.54m 取矩形基础长短边之比lb1.5（1.0～2.0） 则b2A1.56.542.08m a1.5b1.52.13.15m 1.5取 a3.2m b2.1m

8.2.1.3验算基础底面尺寸取值是否合适

GKGAd20KN/m2.1m3.2m2m269KN

3FMKKGK10902691359KN

93.8KNM35.71.0KNM133KNM

eMFKKGK133a3.20.097m0.53m 135966 63

pkmaxkminFKGKA232kpa198kpa(16el)135960.097(1)

3.22.13.96

1.2fa1.2240kpa288kpa

故基础底面尺寸取ab3.2m2.1m,符合设计要求。 8.2.2 基础高度计算

bt0.5m,h00.95m,bbbt2h00.5m20.95m2.4m

bmbtbb20.5m2.4m1.45m

2pnminFMVh1090KN93.8KN.m35.71.0m126kpa 22AW3.2m2.1m2.1m3.2m6psmaxFMVh1090KN93.8KN.m35.71.0m198KPa 22AW2.1m3.2m2.1m3.2m6A1(a2at2h0)b(bbth0)

222223.20.52.10.5 (0.95)2.1(0.95)0.82m

2222F1pnA1980.82162.4KN

1.0；h2000mm,0.9，则按线性插值法计算得

当h800mm,hphphp0.975。

F10.7hpfahtm00.70.9751.27N/mm1.45m0.95m1194KN

2故基础高度满足要求。 8.2.3 基础底板配筋计算 长方向弯矩计算：

1 MI-I =24p(aat) (2b+b)

nst2

231198kpa(3.2-0.5) (22.1+0.5)m=282.7KNM =24 短方向弯矩计算： p

nspnsmax2pnsmin2198126162kpa 2tM- 124p(bbt)(2aa)

ns 21126kpa(2.10.5)2m(23.20.5)m92.7KNM 24 长边方向的受力钢筋截面面积ASI计算： ASIMI-I0.9h0fy282.7106Nmm0.90.95103mm210N/mm221575mm

2配筋为2210@100，AS1727mm 短边方向的受力钢筋截面面积AS计算： ASM-0.9h0fy92.7106Nmm0.90.95103mm210N/mm22516mm

2配筋为246@140AS679mm

基础详图见图8.1、图8.2.

65

图8.1

图8.2 基础施工图

66

9 双向板的设计

9.1 设计资料

9.1.1平面图 ：屋盖平面图按双向板弹性算法计算。

9.1.2屋面做法：20mm水泥沙浆找平，20mm厚水泥沙浆面层，200mm加气混凝土保温层，

15mm混凝土沙浆平顶抹灰，板厚100mm。

9.1.3 活载：2.0KN/m2

9.1.4 材料：混凝土C25，钢筋HPB235。 9.2 荷载设计值

9.2.1 活载 取活载分项系数为1.4，则 q=2.01.4=2.8KN/ m2 9.2.2 恒载

找平层 20 mm水泥沙浆找平层 0.0220=0.4 KN/ m2 保温层 200mm厚加气混凝土 0.29=1.8 KN/ m2 板 100mm厚混凝土板 0.10025=2.5 KN/ m2 底板抹灰 15mm厚石灰浆粉刷 0.01517=0.225 KN/ m2 g=1.2(0.4+0.4+1.8+2.5+0.255)=6.426 KN/ m2

内力计算

弯矩计算：跨中最大弯距发生在活载为棋盘式布置时，它可以简化为，当内支座固定时gqq作用下的跨中弯矩与当内支座铰支时作用下的跨中弯矩值两者22面层 20 mm水泥沙浆面层 0.0220=0.4 KN/ m2

之和。支座最大负弯矩可以近似按活载满布时求得，即为内支座固支时g+q作用下的支座弯矩。

所有区格板按其位置与尺寸分A、B、C、D四类计算，考虑泊松比的影响，取

vc=0.2

A区格板：l01l022.80.72 3.9q作用下查表2查表，并按照m1vm1vm2 m2vm2vm1计算。其中gq作用下查表1.19a,板的支座负弯矩按照g+q作用下查表1.19d计算。1.19d。B、2C、D区格计算与A类似，只是边界条件与计算跨度有所不同。其中q作用下，B、2C、D区格板的跨中正弯矩分别查表1.19b、表1.19c和1.19e计算。

67

m

1(0.03150.20.012)7.8262.82(0.06550.20.0305)1.42.82 =2.87

m

1(0.0120.20.0315)7.8262.82(0.03050.20.0655)1.42.82 =1.6

m1m20.07209.2265.21 2.81m220.05679.2264.1 2.8m2 B区格板：l01l023.90.65 6m

1(0.03450.20.0095)7.8263.92(0.05130.20.0126)1.43.92 =5.48

m

2(0.00950.20.0345)7.8263.92(0.01260.20.0513)1.43.92=2.44

m1m220.07669.22610.75 3.9m120.05719.2268.01 3.9m2 C区格板：l01l022.80.72 3.9m

1(0.03150.20.0120)7.8262.82(0.03740.20.0081)1.42.82 =2.51

68

m

2(0.01200.20.0315)7.8262.82(0.00810.20.0374)1.42.82 =1.30

m120.07209.2265.21 2.8m1m2m20.05679.2264.1 2.82 D区格板：l01l023.90.65 6m

1(0.03450.20.0095)7.8263.92(0.04610.20.0151)1.43.92 =5.44

m

2(0.00950.20.0345)7.8263.92(0.01510.20.0461)1.43.92 =2.47

m120.07669.22610.753.9m1

m220.05719.2268.01 3.9m2 9.4 板的配筋

截面有效高度：选用φ8钢筋作为受力主筋，则l01（短跨）方向跨中截面的

h

011001585mm l02（长跨）方向跨中截面的h0285877mm 支座截面

处h0均为85mm。配筋计算见表9-1. 表9-1 板的配筋计算

截面 h0 (mm) M （KNmmAS ） （mm/m） 2配筋 实配 AS 69

lA区格 01 85 2.87 170 8@200 251 llB区格 跨中 C区格 02 77 85 77 1.6 5.48 2.44 104 323 158 8@200 251 335 251 01 8@150 l8@200 02 ll01 85 2.51 148 8@200 251 02 77 85 77 1.30 5.44 2.47 85 320 160 8@200 251 335 251 lD区格 01 8@150 l8@200 02 AA AB AC 85 85 85 85 85 85 85 85 85 85 -4.1 -5.21 -4.1 -10.75 -10.75 -5.21 -8.01 -4.1 -10.75 -8.01 241 307 241 634 634 307 472 241 634 472 8@200 251 335 251 629 629 335 503 251 629 503 8@150 8@200 BB 支座 8@80 8@80 BD CD 8@150 8@100 B边支 C边支 8@200 D边支长 D边支短

8@80 8@100 10 楼梯设计

该楼梯为现浇整体板式楼梯，楼梯踏步尺寸：150mm300mm，楼梯采用C25混凝土，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HRB335钢筋。楼梯上均布荷载标准值为

q

K2.5KNM

70

10.1 梯段板设计 10.1.1 梯段板数据

板倾斜角为tanα=150/300=0.5, α=26.60,cosα=0.4。取1m宽板带进行计算。 10.1.2确定板厚

板厚要求，h=ln/25～ln/30=3300/25～3300/30=132～110,板厚取h=120mm。 10.1.3荷载计算

恒荷载：

30mm厚水磨石面层： （0.3+0.15）0.0220/0.3=0.68KN/M 踏步重： 1/20.30.15251/0.3=1.88K N/M 混凝土斜板： 0.12251/0.4=3.36KN/M 板底抹灰： 0.02171/0.4=0.38KN/M 恒荷载标准值： 0.68+1.88+3.36+0.38=6.22KN/M 恒荷载设计值： 1.26.22=7.46KN/M

活荷载：

活荷载标准值： 2.5KN/M 活荷载设计值： 1.42.5=3.5KN/M 荷载总计：

荷载设计值： g+q=10.96KN/M 10.1.4 内力计算

跨中弯矩： M=（g+q）ln2 /10=10.963.32/10=11.94KNM 10.1.5 配筋计算

板保护层15mm，有效高度h0=120-20=100mm SM1fCbh0M211.941060.1 21.011.9100010010.50.947

则112S0.106， ASSfhSy0211.94106600mm 0.947210100选配10@130，AS0mm 另外每踏步配一根6分不筋 10.2 平台板设计

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210.2.1 确定板厚

板厚取h=70mm,板跨度l0=1.8-0.1-0.06=1.m,取1m宽板带进行计算。 10.2.2 荷载计算

恒荷载：

20mm厚水泥沙浆面层： 0.65KN/M 平台板自重： 0.0725=1.75KN/M 板底抹灰： 0.0217=0.34KN/M 恒荷载标准值： 0.4+1.75+0.34=2.49KN/M 恒荷载设计值： 1.22.49=3.99KN/M 活荷载：

活荷载标准值： 2.5KN/M 活荷载设计值： 1.42.5=3.5KN/M 荷载总计：

荷载设计值： g+q=2.99+3.5=6.49KN/M 10.2.3 内力计算

跨中计算： M=(g+q) l02/8=6.49 1.2/8=2.192KN/M 10.2.4 配筋计算

板保护层15mm，有效高度h0=70-20=50mm SM1fCbh0M22.1921060.074 21.011.9100050则112S0.077，S10.50.962

ASfhSy022.192106217mm 0.96221050选配6@125，AS226mm

10.3平台梁设计 10.3.1 确定梁尺

梁宽取b=200mm, 高取h=350mm

梁跨度为l0=3.9m, l0=1.05(3.9-0.24)=3.84m,取较小者l0=3.84m。 10.3.2 荷载计算

梯段板传来： 10.963.3/2=18.084KN/M

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2平台板传来： 6.49(0.2+1.48/2)=6.1KN/M 平台梁自重： 1.20.2(0.35-0.07) 25=1.68KN/M 平台梁粉刷重： 1.20.02(0.2+0.35-0.07) 172=0.31KN/M 荷载设计值： P=18.084+6.1+1.68+0.31=26.17KN/M 10.3.3 内力计算

弯矩设计值： M=P l02/8=26.173.212/8=48.24KNM 剪力设计值： V=P l0/2=26.173.21/2=50.24KN 10.3.4 配筋计算

平台梁按倒L形计算： bfb5hf200570550mm 梁的有效高度： h0=350-35=315mm SM1fCbh0M247.771060.074 1.011.9550315210.50.962

则112S0.077，  ASSfhSy0247.77106508.5mm 0.962300315选配316，AS603mm 斜截面受剪承载力计算：

0.25C2fbhC00.251.011.9200315/103187.43KNV，截面尺寸

满足要求。

0.7ftbh00.71.27200315/10356KNV，仅需要按构造要求配置箍

筋，选配双肢6@200。

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