大学办公楼毕业设计

2 建 筑 设 计

2.1建筑概况

该高校综合办公楼位于济南市郊区，夏季主导风向为南、西南风，冬季为东北风，抗震设防烈度为6度（0.05g），第二组;建筑为五层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约6000m2。标准层高3.6m，室内外高差1.2m。

建筑等级:耐火等级为Ⅱ级 设计使用年限50年 2.2采光、通风、防火设计 1.采光、通风设计

在设计中选择合适的门窗位置，取得良好的效果以便于通风。 2.防火设计

本工程耐火等级为二级，建筑的内部装修、陈设均应做到难燃化，以减少火灾的发生及降低蔓延速度，公共安全出口设有两个，可以方便人员疏散。在疏散门处应设有明显的标志。各层均应设有手动、自动报警器及高压灭火水枪。 2.3建筑细部设计

1、建筑热工设计应做到因地制宜，保证室内基本的热环境要求，发挥投资的经济效益。 2、建筑体型设计应有利于减少空调与采暖的冷热负荷，做好建筑围护结构的保温和隔热，以利节能。

3、采暖地区的保温隔热标准应符合现行的《民用建筑节能设计标准》的规定。 4、室内应尽量利用天然采光。

5、为满足防火和安全疏散要求，设有三部楼梯，两部电梯。

6、办公楼内的布置与装修以清新自然为主，卫生间的地面铺有防滑地板砖，墙面贴瓷砖。 2.3建筑构思

设计采用目前国内通用的钢筋混凝土结构。本设计充分考虑到总体规划提出的要求、建筑高度、抗震设防烈度和周围环境的关系，确定本结构的建筑平面布置简单、规则、对称、长宽比不大，对抗震有利，结构具有较好的整体性；考虑到结构不同使用功能的需求，建筑平面布置较为灵活，可以自由分割空间，选用框架结构；立面注意对比与呼应、节奏与韵律，体现建筑物质功能与精神功能的双重特性。

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2.5设计过程

建筑设计根据建筑用地条件和建筑使用功能、周边城市环境特点，首先设计建筑平面，包括建筑平面选择、平面柱网布置、平面交通组织及平面功能设计；其次进行立面造型、剖面设计；最后设计楼梯和卫生间。本设计满足建筑单位的使用要求，技术措施合理，同时，通风、采光、消防等技术指标均满足相应的规范和规定。 2.6建筑做法

1．屋面做法：屋面：10厚铺地缸砖，干水泥擦缝，每3×6m留10宽缝， 1：3石灰砂浆勾缝；

防水层：20厚1：3防水水泥砂浆，喷涂2厚合成高分子防水层， 4厚高聚物改性沥青卷材防水层； 保温层：40mm厚现场喷涂硬质发泡聚氨脂；

找坡层：1:8水泥膨胀珍珠岩找坡2%（100-140厚）； 找平层：20厚1：3水泥砂浆； 结构层：100mm厚钢筋砼屋面板。

2．楼面做法：地面：15厚1：2.5水泥白石子磨光，刷草酸打蜡； 找平层：20厚1：3水泥砂浆；

结构层：90mm现浇砼板。

3．墙体做法：内墙：喷内墙涂料或刷油漆；

6厚1：2.5 水泥砂浆抹面压实抹光； 7 厚1：3 水泥砂浆找平扫毛； 7厚1：3 水泥砂浆打底扫毛； 刷素水泥浆一道。 外墙：7厚1:2.5水泥砂浆抹面； 7厚1：3水泥砂浆找平扫毛； 7厚1：3 水泥砂浆打底扫毛； 刷素水泥浆一道。

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3 结 构 设 计

3.1 结构选型布置及计算简图 3.1.1．结构选型

本工程选用钢筋混凝土框架结构 选择此结构的原因：

由于设计任务书中的要求，要求建筑物使用空间多样化，能灵活分割，采用框架结构即可最大限度的满足任务书中的要求，而且框架结构整体性好，抗震性能好。

3.1.2．柱网布置

3.1.3．梁板柱的截面尺寸 3.1.3.1梁

a．框架梁：横向 L=7200mm 梁高 h=(1/10-1/15)L=(480-720)mm

取h=600mm

梁宽b=(1/3-1/2)h=(200-300)mm 取b=300mm 纵向 L=6600 mm 梁高 h=(1/10-1/15)L=(440-660)mm 取h=600 mm

梁宽b=(1/3-1/2)h=(200-300)mm 取b=300 mm

b．次梁 ：梁高 h=(1/12-1/18)L=((1/12-1/18) ×7200=(417-625) mm

取次梁尺寸：b× h=300×450 mm

3.1.3.2 板

L=3300 通常取板厚h=(l/50-l/35)=(66-94)mm

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此处板厚取h=100mm

3.1.3.3 柱

柱的尺寸根据轴压比公式确定 N fcbha.边柱，q取12KNmm2,0.9,fc14.3Nmm2

6.623.76m2 2 N11223.76285.12KN

A17.2设计值N1.2N1n1.2285.1251710.72KN

N1710.72柱截面面积A132923.0769mm2,取b=h=460mm

fc14.30.9则柱的尺寸取b× h=500×500 mm b.中柱，柱的尺寸取b× h=500×500 mm 3.1.4.计算简图

结构计算简图如图所示，室内外高差为1200mm，根据地质资料确定基础顶面离室外地面为500mm。因此求得底层计算高度为0.5+1.2+3.9=5.6m。各梁柱构件的线刚度比经过计算后列于图中其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，取I=2Io(Io为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩)。

边跨梁：ib2Ec(112)0.30..637.24.5104kNm 中间梁：ib2Ec(112)0.30..632.413.5104kNm 上部各层中柱：icEc(112)0.50.533.64.3104kNm 上部各层边柱：icEc(112)0.50.533.64.3104kNm 底层中柱：icEc(112)0.50.535.62.8104kNm 底层边柱：icEc(112)0.50.535.62.8104kNm

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A 3.2 荷载计算 3.2.1．恒荷载计算

3.2.1.1 屋面框架梁线荷载标准值

10厚地缸砖 0.01×21=0.21kN/m2 25厚水泥砂浆结合层 0.025×20=0.5 kN/m2 1:8水泥膨胀珍珠岩找坡2%（100-140厚） 7×(0.1+0.14)/2=0.84kN/m2 20厚1：3防水水泥砂浆找平层 0.02×20×2=0.8 kN/m2 100厚现浇钢筋混凝土屋面板 0.1×25 = 2.5 kN/m2

屋面恒荷载 4.85kN/m2

边跨框架梁自重 ： 0.6×0.3×25=4.5kN/m 梁侧粉刷： 2×(0.6-0.1) ×0.02×17=0.34 kN/m

B C D 5

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中跨框架梁自重 ： 0.6×0.3×25=4.5kN/m 梁侧粉刷： 2×(0.6-0.1) ×0.02×17=0.34 kN/m

因此作用在屋顶框架梁上的线荷载为：

g5AB1=g5CD1=4.84kN/m g5BC1=4.84kN/m

g5AB2=g5CD2=4.85×3.3×2=32kN/m g5BC2=4.85×2.4=11.64kN/m

3.2.1.2楼面框架梁线荷载标准值

水磨石楼面： 0.7 kN/m2 100厚现浇混凝土楼板 0.1×25=2.5 kN/m2

楼面恒荷载 3. 2kN/m2

边跨框架梁自重 ： 0.6×0.3×25=4.5kN/m

梁侧粉刷： 2×(0.6-0.1) ×0.02×17=0.34 kN/m 边跨填充墙自重： 0.24×(3.6-0.6)×19=13.68 kN/m 墙面粉刷： (3.6-0.6)×0.02×2×17=2.04 kN/m 中跨框架梁自重： 0.6×0.3×25=4.5kN/m

梁侧粉刷： 2×(0.6-0.1) ×0.02×17=0.34 kN/m 因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为：

gAB1=gCD1=4.84+13.68+2.04=20.56kN/m

gBC1=4.5kN/m

gAB2=gCD2=3.2×3.3×2=20kN/m

gBC2=3.2×2.4=7.68kN/m

3.2.1.3屋面框架节点集中荷载标准值

a. A轴框架梁传来恒荷载标准值：

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女儿墙自重标准值： 800mm高240mm厚 0.8×6.6×0.24×19=24.08kN 粉刷： 0.8×0.02×2×6.6×17=3.6 kN 边柱纵向框架梁自重： 0.3 ×0.6×6.6×25=29.7kN 粉刷： 0.02×(0.6-0.1)×2×6.6×17=2.2kN 次梁自重标准值： 0.45×0.3×25×6.6=22.27kN 粉刷： 0.02×(0.6-0.1)×2×6.6×17=2.24kN 屋面恒载传来： 3.3×3.9×0.5× 4.85=31.9 kN

顶层边节点集中荷载GA=GD=126 kN 由建筑图知，eAeD=100mm 得MAMD=126×0.1=12.6kN.m

b.B轴框架梁传来恒荷载标准值：

纵向框架梁自重： 0.3×0.6×6.6×25=29.7 kN 粉刷： 0.02×(0.6-0.1)×2×6.6×17=2.24kN 次梁自重标准值： 0.45×0.3×25×6.6=22.27kN 粉刷： 0.02×(0.6-0.1)×2×6.6×17=2.24kN 屋面恒荷载传来： ((3.3+2.1)×0.6×0.5)× 4.85+31.9=73.3kN

顶层中节点集中荷载GC=GB=130kN

3.2.1.4楼面框架节点集中荷载标准值

a.A轴框架梁传来恒荷载标准值：

边柱纵梁自重及粉刷： 29.7+2.2=31.9kN

次梁自重标准值： 0.45×0.3×25×6.6=22.27kN 粉刷： 0.02×(0.6-0.1)×2×6.6×17=2.24kN 钢窗自重： 2.1×1.8×2×0.45=3.4kN 窗外墙体自重： [(6.6-0.5)×(3.6-0.6)-2.1×1.8×2] ×0.24×19=48.97kN

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粉刷： [(6.6-0.5)×(3.6-0.6)-2.1×1.8×2]×0.02×2×17=7.30kN

框架柱自重 ： 0.5×0.5×3.6×25=22.5kN

楼面传来荷载： 3.3×1.65×0.5×3.2=8.7kN

中间层边节点集中荷载GA=GD=166.23 kN

MAMD=166.23×0.1=17kN.m

b.B轴框架梁传来恒荷载标准值：

纵向框架梁自重及粉刷： 29.7+2.24=31.94kN 内纵墙自重： (6.1×(3.6-0.6)-2.4×1.0)×0.24×19=72.5kN 粉刷： (6.1×(3.6-0.6)-2.4×1.0)×0.02×2×17=10.8kN 门重： 2.4×1.0×0.2=0.48kN 框架柱自重： 0.5×0. 5×3.6×25=22.5kN

粉刷： (0.5×4-0.2×2)×0.02×3.6×17=1.95kN 楼面传来荷载： ((3.3+2.1)×0.6×0.5)× 3.2+10=11kN

中间层中节点集中荷载GB=GC=188.55kN

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恒荷载图

3.2.2活荷载计算 3.2.2.1屋面活荷载计算：

屋面为上人屋面，查得屋面活荷载标准值：2.0 kN/m2

p5ABp5CD=2.0×3.6=7.2kN/m p5BC2.0×2.4=4.8kN/m

P5AP5D=9.6×1.8×0.5×2.0=17.28kN P5CP5B =17.28+10.8×1.2×2.0×1/2=30.24kN

M5AM5D17.28×0.1=1.7 kN.m 3.2.2.2楼面活荷载计算 楼面活荷载标准值 ：2.0kN/m2

pABpCD=2.0×3.6=7.2kN/m

pBC=2.0×2.4=4.8kN/m

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PAPD=9.6×1.8×0.5×2.0=17.28kN

PCPB =17.28+10.8×1.2×2.0×1/2=30.24kN MAMD17.28×0.1=1.7 kN.m

活荷载图

3.2.3.风荷载计算

风压标准值计算公式为wk=βzμzμs w0

因结构高度H=18m<30m,可取βz=1.0,对于矩形平面μs=1.3; μz查荷载规范，将风荷载换算成作用于框架每层节点的集中荷载，计算过程列于下表，表中z为框架节点离室外地面的高度，A为一榀框架各层节点的受风面积 风荷载计算 层次 5 4 3 2 1 βz 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 μs 1.3 1.3 1.3 1.3 1.3 Z(m) 19.5 15.9 12.3 8.7 5.1 μz 1.24 1.136 1.05 1.00 1.00 W0 0.45 0.45 0.45 0.45 0.45 A(m2) 17.16 23.76 23.76 23.76 24.75 PW(kN) 12.45 15.79 14.59 13.90 14.48 注：地面粗糙程度为B类

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风荷载图

3.3.内力计算

3.3.1恒荷载作用下的内力分析

恒载（竖向荷载）作用下的内力计算采用分层法，结构内力可用力矩分配法计算，并可利用结构对称性取二分之一结构计算。 3.3.1.1梁固端弯矩

把三角形荷载,梯形等效成均布荷载并计算

5g4.8411.6412.1g14.84 屋边 屋中 85g层边27.16 g层中4.57.689.3

8顶层各跨：MAB=-Fpl/8-g屋边lx2/12=-22.27×7.2/8-1×14.84×7.22=-84.15 kN.m

12MBA=Fpl/8+g屋边lx2/12=22.27×7.2/8+1×14.84×7.22=84.15 kN.m

12MBC=-

112=-×12.1×1.22=-5.8kN.m g屋中l中33112=-×12.1×1.22=-2.9kN.m MCB=-g屋中l中6612其余层： MAB=-Fpl/8-g层边lx2/12=-22.27×7.2/8-1×27.16×7.22=-137.37 kN.m

MBA=Fpl/8+g层边lx2/12=22.27×7.2/8+1×27.16×7.22=137.37 kN.m

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MBC=-

112=-×9.3×1.22=-4.4kN.m g层中l中33112=-×9.3×1.22=-2.2kN.m MCB=-g层中l中663.3.1.2求各节点的分配系数 节点分配系数

4.50.538 0.462

顶层： 

标准层：

底层：

AB4.50.94.3AZ4.5BA4.513.50.94.30.206 BZ0.177 BC0.617

4.5AB4.520.94.30.368

4A上柱A下柱.30.94.524.30.90.316 4.5BA4.513.524.30.90.175 4.30B上柱B下柱.94.513.524.30.90.150

13.5BC4.513.524.30.90.524 4.5AB4.50.94.32.80.403 4.3A上柱0.94.54.30.92.80.3462.8

A下柱4.54.30.92.80.251

4.5BA4.513.54.30.92.80.182 4.30.9B上柱4.513.54.30.92.80.1572.8B下柱4.513.54.30.92.80.113

13.5BC4.513.54.30.92.80.547 12

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3.3.1.3内力计算

弯矩的计算过程如下图，将相邻两层由分层法求得的内力叠加，作为原框架结构的内力，梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加而得。

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恒载弯矩图

恒载轴力图

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恒载剪力图

调幅后柱边缘处弯矩图

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3.3.2.活荷载作用下的框架内力分析

本工程采用满布荷载近似法考虑活荷载不利布置的影响，内力分析方法采用分层法计算，分层法除底层以外，其余各层柱的线刚度应乘以0.9的修正系数，且传递系数，由1/2改为1/3，以考虑假设的柱上下端与实际情况的出入。 3.3.2.1梁固端弯矩

顶层/楼层：MAB=-1glx2=1×7.2×7.22=-31.10 kN.m

12 12MBA=1glx2=1×7.2×7.22=31.10 kN.m 12 121121.22=-2.3kN.m =-=-×4.8×MglCO中 33112=-×4.8×1.22=-1.1kN.m MOC=-gl中66

3.3.2.2求各节点分配系数

各节点的分配系数同恒荷载作用下的相同直接应用即可。 3.3.2.3内力计算

弯矩的计算过程如下图，将相邻两层由分层法求得的内力叠加，作为原框架结构的内力，梁端剪力可根据梁上竖向荷载引起的剪力与梁端弯矩引起的剪力相叠加而得柱轴力可由梁端剪力和节点集中力叠加而得。

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框架梁在实际活荷载作用下按简支梁计算的跨中弯矩如下：

框架梁弯矩图

活荷载弯矩图（KNm）

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活荷载作用下的轴力图（KN）

活荷载框架梁的剪力图

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活载作用下调幅后柱边弯矩图

3.3.3风荷载作用下的内力计算及侧移验算 3.3.3.1柱的侧移刚度计算过程如下

底层柱的侧移刚度

柱\\D 边柱（2根）

K=∑ib/ic 4.5/2.8=1.61

αc=(0.5+k)/(2+k) Dz=αc×12ic/hj2 (N/mm)

0.584 0.822

12900 18177

中柱（2根） （4.5+13.5）/2.8=6.42

注：刚度见计算框架 Ec=3.0×10 4

底层∑D=12900×2+18177×2=62155N/mm

上层柱的侧移刚度

柱\\D 边柱（2根） K=∑ib/（2ic） 4.5×2/（2×4.3）=1.05 αc=k/(2+k) 0.343 0.681 Dz=αc×12ic/hj2 (N/mm) 13661 27113 中柱（2根） （4.8×2+13.5×2）/（2×4.3）=4.25 ∑D=13661×2+27113×2=81549N/mm

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3.3.3.2风荷载作用下的侧移验算 水平荷载作用下的层间侧移可按下式计算

△ μj=Vj/∑Djk

各层的层间位移求得后，顶点位移为各层层间位移之和，框架在风荷载作用下的侧移计算如下表；

框架在风荷载作用下的侧移计算表

层次 各层风载Pj(KN) 层间剪力 Vi(KN) 侧移刚度∑D(N/mm) 5 4 3 2 1 12.45 15.79 14.59 13.90 14.48 12.45 27.04 42.83 56.73 71.21 81549 81549 81549 81549 62155 层间侧移△μj(mm) 0.153 0.332 0.525 0.696 0.873 △μj/hj 1/23529 1/10843 1/6857 1/5172 1/4467 层间侧移最大值1/4467<1/550,满足要求，5 =∑△μj =2.579mm 3.3.3 3 风荷载作用下的内力分析

用D值法求解，以顶层计算为例，其余各层列于表中。 A轴线柱：

D/∑D=13661/81549=0.168, 则VA=0.168×12.45=2.09kN 反弯点的高度 由K=1.05 查表得 y00.352 因11, 31，所以 y10,y30, 顶层不考虑y2，则y=y0y1y2+y3=0.352

柱端弯矩 ：柱顶MA =(1-0.352)×3.6×2.09=4.88kN.m 柱底MA=0.352×3.6×2.09=2.64kN.m B轴线柱：

D/∑D=27113/81549=0.33, 则VB=0.33×12.45=4.14kN 反弯点的高度 由K=4.25 查表的 y00.45

bt22

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因11, 31 所以 y10, y30, 顶层不考虑y2，则y=y0y1y2+y3=0.45 柱端弯矩 ：柱顶MtB=(1-0.45)×3.6×4.14=8.20kNm 柱底Mb=0.45×3.6×4.14=6.71kNm B柱端弯矩表 A轴 层数 D/∑D 0.165 8 0.164 8 0.163 8 0.162 8 0.201 7

求梁端弯矩 ： M MrblbliblribibriblribibB轴 D/∑D 0.332.64 0 0.337.35 0 0.3312.96 0 0.3317.16 0 0.2931.62 2 bV(KN) y(m) MA(KNm) MA(KNm) t(KNm) V(KN) y(m) MB(KNm) MbB4.14 0.45 8.92 0.48 14.13 0.50 18.72 0.50 20.79 0.55 8.20 16.70 25.44 33.70 36.49 6.71 15.41 25.44 33.70 44.60 t0.352 0.454.54 0 2.09 4.88 9.00 7.20 0.50 12.96 9.53 0.50 17.16 14.74 0.55 25.87 (McuMcl) (McuMcl)

两端的剪力由梁端的弯矩求得。

梁端弯矩剪力及柱的轴力计算表

层次 5 4 3 2 1

M左 4.88 边跨（AB、CD） M右 L(m) 2.05 7.2 7.2 中跨BC V(KN) M左 M右 L(m) V(KN) 0.96 6.15 6.15 2.4 5.13 柱轴力 A、D柱 B、C柱 ±0.96 ±4.17 11.64 5.85 2.43 11.71 11.71 2.4 9.75 4.24 30.64 30.64 2.4 25.53 6.24 44.36 44.36 2.4 36.96 8.41 52.64 52.64 2.4 43.87 ±3.39 ±11.49 ±7.63 ±32.78 ±13.87 ±63.5 ±22.28 ±98.96 20.31 10.21 7.2 30.12 14.79 7.2 43.03 17.55 7.2 23

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“±”号表示风荷载可能左右两个方向作用于框架，当风荷载反方向作用于框架是轴力将变号。计算梁内剪力时，以各梁为脱离体，将梁的左右端弯矩之和除以该梁的跨度即得。计算柱内轴向力时，自上而下逐项叠加节点左右的梁端剪力。 当风荷载从A侧作用时，梁柱的剪力轴力如下图。

风载引起的剪力图

左风荷载作用下柱的轴力图

24

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风载引起的柱的轴力图

左风荷载作用下梁柱的弯矩图 ：

3.4框架的内力组合

可以考虑四种内力组合形式，即：

1.2SGK+1.4SQK, 1.2SGK+1.4SWK, 1.2SGK+1.40.9(SQK+SWK) 1.35SGK+0.98SQK

各层梁的内力组合结果如下表所示，表中SGK SQK两列中的梁弯矩是柱边梁的弯矩。对于支座负弯矩按相应的组合形式进行计算，求跨间最大正弯矩时，由于组合下左右梁端弯矩不同，在梁上荷载与左右梁端弯矩的作用下，跨内最大正弯矩往往不在跨中，而是偏向梁端弯矩较小的一侧，在水平荷载参与组合是尤其明显。此时可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值由平衡条件确定垮内最大正弯矩的位置及数值。（由于本工程中水平荷载作用较小，左右梁端的弯矩相差不悬殊，垮内最大正弯矩可近似取跨中弯矩，以减小计算量。） 取每层柱顶和柱底两个控制截面，内力组合形式见框架柱内组合表。

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框架梁内力组合表

恒 活 风 恒+活 恒+活 恒+风 （活+Sck Sqk Swk 风） 梁编截面 号 位置 内力 ① ② ③ 截面控1.2 1.35①①1.2①1.2①+1.4+1.26(③ ②+③) 71.1 92.7 79.0 135.2 139.4 88.6 144.1 梁右 同梁左 梁右 同梁左 制内力 恒+0.9支座边缘控制内力 备注 +1.4+1.0 ② ② M（KN*M） 41.3 14.2 2.9 69.4 67.8 53.6 71.1 梁左 V（KN） 62.4 24.7 0.9 109.4 108.9 75.7 107.1 109.4 顶边 跨内 M（KN*M） 59.7 19.0 0.5 98.2 99.6 72.3 105.1 105.1 M（KN*M） 52.3 21.4 2.0 92.7 92.0 65.5 92.2 梁右 V（KN） 66.6 27.0 0.9 117.7 116.9 81.1 115.0 117.7 M（KN*M） 41.6 17.0 6.1 73.7 73.1 58.4 79.0 梁左 顶中 V（KN） 14.5 5.76 5.1 25.4 25.3 24.5 31.0 跨内 M（KN*M） 43.3 17.7 0 76.7 76.1 51.9 74.2 M（KN*M） 80.5 19.1 11.6 123.3 127.7 112.8 135.2 梁左 V（KN） 107.7 25.7 2.43 165.2 171.0 132.6 164.6 171.0 四边 跨内 M（KN*M） 86.5 17.0 0.9 127.6 133.7 105.0 126.3 133.7 M（KN*M） 88.9 20.2 5.8 134.9 140.2 114.8 139.4 梁右 V（KN） 110.2 26.1 2.43 168.7 174.8 135.6 168.1 174.8 M（KN*M） 50.0 11.0 11.7 75.4 78.5 76.3 88.6 梁左 四中 V（KN） 11.1 5.7 9.7 21.3 20.6 26.9 32.7 跨内 M（KN*M） 55.7 10.3 0 81.2 85.4 66.8 79.8 M（KN*M） 79.8 18.1 20.3 121.1 125.8 124.1 144.1 梁左 三边 V（KN） 107.5 26.3 4.24 165.8 171.4 134.9 167.4 171.4 跨内 M（KN*M） 86.7 17.4 1.7 128.4 134.4 106.4 128.1 128.4 32.7 85.4 31.0 76.7 26

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M（KN*M） 89.4 20.5 10.2 135.9 141.1 117.4 145.9 梁右 145.9 112.4 160.0 150.6 127.3 169.3 155.4 156.6 梁右 同梁左 梁右 同梁左 梁右 同梁左 V（KN） 110.2 26.3 4.24 169.0 175.0 138.1 170.7 175.0 M（KN*M） 49.0 12.0 30.6 75.6 78.1 63.8 112.4 梁左 三中 V（KN） 11.1 5.7 25.5 21.3 20.6 49.0 52.6 跨内 M（KN*M） 54.9 11.5 0 81.9 85.6 65.8 80.3 M（KN*M） 82.2 18.6 30.1 124.6 129.5 140.7 160.0 梁左 V（KN） 107.9 25.7 6.24 165.4 171.3 138.2 169.7 171.3 二边 跨内 M（KN*M） 86.0 17.2 2.3 127.2 133.3 106.4 127.7 133.3 M（KN*M） 88.8 20.3 14.7 134.9 140.1 127.1 150.6 梁右 V（KN） 109.8 26.1 6.24 168.3 174.3 140.4 172.5 174.3 M（KN*M） 47.6 11.4 44.3 73.0 75.6 119.1 127.3 梁左 二中 V（KN） 11.1 5.7 36.9 21.3 20.6 64.9 66.9 跨内 M（KN*M） 52.8 10.5 0 78.0 81.7 63.3 76.5 M（KN*M） 78.1 17.0 43.0 117.5 122.4 153.9 169.3 梁左 V（KN） 106.4 26.3 8.4 164.5 169.9 139.4 171.4 171.4 底边 跨内 M（KN*M） 89.5 18.9 4.1 133.8 139.7 113.1 136.3 139.7 M（KN*M） 89.3 20.8 17.5 136.2 141.3 131.6 155.4 梁右 V（KN） 111.3 26.3 8.4 170.3 176.5 145.3 177.2 177.2 M（KN*M） 60.3 14.3 52.6 92.3 92.3 146 156.6 梁左 底中 V（KN） 11.1 5.7 43.8 21.3 20.6 74.6 75.6 75.6 跨内 M（KN*M） 68.7 14.4 0 102.6 107.1 82.4 100.5 107.1

66.9 81.7 52.6 85.6 27

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框架柱内力组合表

恒Sgk 活Sqk 柱号 截面 内力 ① ② ③ ④ 组合 项目 值 97.7 组合 项目 值 60.9 组合项目 值 101.1 左风 右风 Swk Swk Nmax相 应的M Nmin相 应的M |M|max相应的N M（KN*M） 56.4 21.8 -4.8 4.8 上 N（KN） 188.4 2.6 -0.9 0.9 256.9 224.8 230.4 1.35① 1.2① 1.2①+ 顶边 M（KN*M） -54.6 -15.8 2.6 -2.6 -89.5 -61.8 -88.7 +1.0② +1.4③ 1.26(②+④) 下 N（KN） 188.4 2.6 -0.9 0.9 256.9 224.8 230.4 V（KN） 30.8 10.4 -2.0 2.0 M（KN*M） 53.6 11.3 -9 上 709.2 550.2 666.1 1.35① 1.2① 1.2①+ 四边 M（KN*M） -54.4 -12.6 7.3 -7.3 -86.0 -55.0 -90.3 +1.0② +1.4③ 1.26(②+④) 下 N（KN） 462.4 85.0 -3.3 3.3 709.2 550.2 666.1 V（KN） 30.0 6.6 -4.5 4.5 M（KN*M） 53.0 13.2 -12.9 12.9 上 N（KN） 736.2 127.8 -7.6 7.6 1121 872.8 1054 1.35① 1.2① 1.2①+ 三边 M（KN*M） -50.7 -12.4 12.9 -12.9 -80.8 -42.7 -92.7 +1.0② +1.4③ 1.26(②+④) 下 N（KN） 736.2 127.8 -7.6 7.6 1121 872.8 1054 V（KN） 28.8 7.1 -7.2 7.2 M（KN*M） 58.7 14.2 -17 17 上 N（KN） 1010 170.7 -13.8 13.8 1534 1192 1444 1.35① 1.2① 1.2①+ 二边 M（KN*M） -68.9 -16.7 17 -17 -109.7 -58.8 -125.1 +1.0② +1.4③ 1.26(②+④) 下 N（KN） 1010 170.7 -13.8 13.8 1534 1192 1444 V（KN） 35.4 8.5 -9.5 9.5 56.2 29.1 65.1 45.9 93.4 24.4 46.6 52.5 109.7 47.1 84.7 29.7 45.5 49.9 96.4 N（KN） 462.4 85.0 -3.3 3.3 9 51.9 83.6 34.1 51.7 52.5 89.8 M（KN*M） 31.7 7.7 -25.8 25.8 50.4 1.92 80.2 上 1.35① 1.2① 1.2①+ 底边 N（KN） 1283 213.2 -22.2 22.2 1945 1508 1836 +1.0② +1.4③ 1.26(②+④) 下 M（KN*M） -15.8 -3.8 31.6 -31.6 -25.1 63.2 -63.5 28

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N（KN） 1283 213.2 -22.2 22.2 V（KN） 12.2 2.96 -14.7 14.7 M（KN*M） -31.9 -10.4 -8.2 8.2 上 N（KN） 211.1 63.0 -4.1 4.1 1945 19.4 -53.4 1508 -5.9 -49.7 1836 36.8 -61.7 347.9 247.5 327.5 1.35① 1.2① 1.2①+ 顶中 M（KN*M） 34.6 8.9 6.7 -6.7 55.6 50.9 61.1 +1.0② +1.4③ 1.26(②+③) 下 N（KN） 211.1 63.0 -4.1 4.1 347.9 247.5 327.5 V（KN） -18.4 -5.3 -4.1 4.1 M（KN*M） -36.6 -7.5 -16.7 16.7 上 N（KN） 520.9 125.1 -11.4 11.4 828.3 608.0 768.3 1.35① 1.2① 1.2①+ 四中 M（KN*M） 36.6 7.8 15.4 -15.4 57.2 65.4 73.1 +1.0② +1.4③ 1.26(②+③) 下 N（KN） 520.9 125.1 -11.4 11.4 828.3 608.0 768.3 V（KN） -20.3 -4.2 -8.9 8.9 M（KN*M） -36.6 -7.9 -25.4 25.4 上 N（KN） 830.9 187.5 -32.7 32.7 1308 951.3 1192 1.35① 1.2① 1.2①+ 三中 M（KN*M） 35.5 7.7 25.4 -25.4 55.6 78.1 84.3 +1.0② +1.4③ 1.26(②+③) 下 N（KN） 830.9 187.5 -32.7 32.7 1308 951.3 1192 V（KN） -19.8 -4.36 -25.5 25.5 M（KN*M） -38.4 -8.4 -33.7 33.7 上 N（KN） 1140 249.7 -63.5 63.5 1788 1279 1602 1.35① 1.2① 1.2①+ 二中 M（KN*M） 41.8 9.1 33.7 -33.7 65.5 97.3 104.0 +1.0② +1.4③ 1.26(②+③) 下 N（KN） 1140 249.7 -63.5 63.5 1788 1279 1602 V（KN） -22.3 -4.8 -36.9 36.9 M（KN*M） -8.1 -3.9 -36.4 36.4 上 N（KN） 1451 312.3 -98.9 98.9 2271 1602 2010 1.35① 1.2① 1.2①+ 底中 M（KN*M） 9.6 1.9 36.4 -36.4 14.8 62.4 59.7 +1.0② +1.4③ 1.26(②+③) 下 N（KN） 1451 312.3 -98.9 98.9 2271 1602 2010 V（KN） -6.97 -1.5 -43.8 43.8 -10.9 -69.6 -65.4 -34.9 -14.8 -78.4 -60.6 -79.3 -60.4 -31.0 -60.2 -59.4 -93.2 -61.3 -99.1 -31.6 -57.3 -36.8 -79.4 -40.8 -85.8 -30.1 -56.9 -27.8 -67.3 -33.9 -74.4 29

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3.5.截面设计

3.5.1框架梁 （以5层AB跨梁为例，说明计算过程） 3.5.1.1梁的正截面受弯承载力计算

从梁的内力组合表中选出AB跨跨间截面及支座截面的最不利内力（支座截面的内力为支座边缘控制截面的内力） 支座边缘处：MA=71.10 KN.m MB=92.70 KN.m 跨内弯矩： M=105.10 KN.m

梁跨内截面下部受拉，可按T形截面进行配筋计算，支座边缘截面梁上部受拉，可按矩形截面计算。 翼缘的计算宽度：

按梁的计算跨度lo考虑：bf＝L/3=7200/3=2400mm 按梁间距考虑： bf=b+Sn=300+3000=3300mm 按翼缘厚度考虑：ho=h-as=600-35=565mm

因为hf’/ho=100/565=0.177>0.1 此种情况下不起控制作用。所以取bf=2400mm 梁内纵向钢筋选用HRB400(fy =f y’=360N/mm2) εb =0.518 下部跨间截面按单筋T形截面计算，因为：

α1fchf’ bf’(ho- hf’/2)=1.0×14.3×100×2400×(565-100/2) =1767.48 KNm＞105.10 KNm 属于一类T形截面

M105.10106s0.00959'221fcbfh01.014.32400565112s0.009b0.518,满足112s0.9951s2M105.1106As519mm23600.9951565fyh0s

0.45ffty0.451.430.0018＜0.002 360取min=0.002，则As min=0.02×300×600=360 mm2

30

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2

2

实配316（As＝603 mm > As min =360 mm）

将下部跨间截面的钢筋全部伸入支座。则支座截面可按已知受压钢筋的双筋截面计算受拉钢筋，因本工程梁端弯矩较小，简化计算，仍可按单筋矩形截面设计。 A支座截面：

M71.10106s0.052'221fcbfh01.014.3300565112s0.053b0.518,满足s112s2M

0.97371.10106As359mm2fysh03600.973565实配：316 （As＝603mm2> As min=420 mm2）满足要求。 B支座截面：

M92.70106s0.067'221fcbfh01.014.3300565112s0.0701b0.518,满足s112s2M

0.96592.70106As472mm2fysh03600.965565实配316 （As＝603 mm2 > As min=360 mm2）满足要求。

其他层的配筋计算结果见下表

配筋计算结果见下表 层次 截面 M/（KNm） b(bf’)(mm) h0(mm) s A 支座 B左 71.1 92.7 300 300 实配钢筋 配筋率  AS(mm2) AS(mm2) （%） 316(603) 0.35 316(603) 0.35 316(603) 0.35 316(603) 0.35 565 0.052 0.053 359 565 0.067 0.070 472 5 AB跨间 105.10 300（2400） 565 0.009 0.009 420 支座B右 79.0 300 565 0.057 0.059 400 31

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BC跨间 A 76.7 135.2 300 300 300 565 0.021 0.021 381 565 0.098 0.104 700 565 0.101 0.107 723 316(603) 0.35 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 支座 B左 139.4 4 AB跨间 支座B右 BC跨间 A 133.7 300（2400） 565 0.012 0.012 665 88.6 85.4 144.1 300 300 300 300 565 0.064 0.066 450 565 0.023 0.023 422 565 0.105 0.111 750 565 0.106 0.112 760 支座 B左 145.9 3 AB跨间 128.4 300（2400） 565 0.011 0.011 670 300 300 300 300 565 0.082 0.085 577 565 0.023 0.023 422 565 0.116 0.123 807 565 0.109 0.116 775 支座B右 112.4 BC跨间 A 85.6 160.0 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 416(804) 0.47 418(1016) 0.6 418(1016) 0.6 418(1016) 0.6 418(1016) 0.6 418(1016) 0.6 支座 B左 150.6 2 AB跨间 133.3 300（2400） 565 0.012 0.012 665 300 300 300 300 565 0.092 0.097 657 565 0.022 0.022 406 565 0.123 0.132 891 565 0.113 0.120 799 支座B右 127.3 BC跨间 A 81.7 169.3 支座 B左 155.4 1 AB跨间 139.3 300（2400） 565 0.012 0.012 665 300 300 565 0.113 0.120 800 565 0.029 0.029 542 支座B右 156.6 BC跨间

107.1 32

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3.5.1.2梁斜截面受剪承载力计算： 箍筋采用HPB235级钢筋，AB跨：V=117.7kN 由

hw5651001.554属厚腹梁 b300fyv210N/m2

0.25fcbh00.251.014.3300565605.96kN﹥V 截面尺寸满足要求。

AsvV0.7ftbh0117.71030.71.433005650s1.25fyvh01.25210565按照构造配筋，双肢筋φ8@200 ，则sv满足要求。

其他层梁的斜截面受剪承载力配筋计算结果见下表

250.30.168%

300200梁的斜截面受剪承载力配筋计算表 斜截面受剪承载力配筋计算 层次 5 截面 A B b A B b A B b A B b A B b 剪力 (KN) 109.4 117.7 31.1 171.0 174.8 32.7 171.4 175.0 52.6 171.3 174.3 66.9 171.4 177.2 75.6 0.25fcbh0 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V 605.96﹥V AsvV0.7ftbh0 s1.25ffvh0﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 ﹤0 实配钢筋 实际nAsv s4 3 双肢φ8@200 0.505 2 1

33

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3.5.2.框架柱 3.5.2.1轴压比验算：

底层柱: Nmax=2271KN,

NN2271103=0.635﹤[1.05] 2fcA14.3500满足要求

3.5.2.2截面尺寸复核：

取ho＝500-40＝460mm。Vmax＝79.3KN

则0.25fcbh00.251.014.3500460822.25kNVmax，满足要求。 3.5.2.3框架柱正截面承载力计算

以底层中间柱为例。由B柱内力组合表，考虑到柱端弯矩较小，支座中心处的弯矩与支座边缘的弯矩偏差不大，且按支座中心算是偏于安全的，故采用对称配筋。 B轴柱：

Nb1fcbh0b1.014.35004600.5181703.70kN (b=0.518) 对于底层柱，Nb﹤N为小偏心受压

选 M大，N大的组合

则最不利组合为M65.4KNM和M14.8KNM

N2010KN N2271KN

以第一种不利组合为例计算：

柱顶：M60.4KNM 柱底：M65.4KNM

N2010KN N2010KN

0.5fcA0.514.350020.88 柱底：1N2010000l0/h560011.215，取ζ2=1.0 500M65.4103e032.5mm

N2010eie0ea32.52052.5mm

1l156002(0)2121()0.881.01.33mm eih52.550014001400460h0134

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eeih500s1.3352.540280mm 22对称配筋：Nb1fcbh0Ne0.431fcbh01fcbh0'(1b)(h0s)22b0.638

Ne1fcbh0(10.5)AsAs'625mm20 ''fyh0s

柱顶：1l0/hsfcAN0.514.350020.88

2010103560011.215，取ζ2=1.0 500M60.4103e030mm

N2010eie0ea302050mm

1l156002(0)2121()0.881.01.34mm eih5050014001400460h01h500s1.345040277mm 22eeiNb1fcbh0Ne0.431fcbh01fcbh0'(1b)(h0s)22b0.639

Ne1fcbh0(10.5)AsAs'668mm20 ''fyh0sAs min=0.002bh=0.002×500×500=500mm2

其他各柱正截面受弯承载力计算如下表：

35

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柱正截面受弯承载力计算表

柱名 内力组 控制内力 M N e0 η 柱截面对称配筋的计算 e ε AS 实际配筋（mm2） 配筋率 416 AS=804 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 0.35 97.7 256.9 380 1.09 417.4 0.115 0 ① 89.5 256.9 348 1.11 359.6 0.126 0 60.9 224.8 270 1.13 14.8 0.086 0 顶边 ② 61.8 224.8 274 1.13 336.6 0.095 0 101.1 230.4 438 1.05 439.3 0.109 0 ③ 88.7 230.4 384 1.09 374.5 0.119 0 84.7 1121 ① 80.8 1121 72 1.43 260.8 0.457 0 75 1.42 261.4 0.446 0 416 AS =804 416 416 416 AS=804 AS=804 AS=804 416 AS =804 416 416 416 AS=804 AS=804 AS=804 45.5 872.8 52 1.33 234.7 0.342 0 标边 ② 42.7 872.8 48 1.34 235.2 0.351 0 96.4 1054 ③ 92.7 1054 50.4 1945 ① 25.1 1945 12 1.58 226.1 0.834 0 87 1.19 278.2 0.433 0 25 1.49 231.3 0.821 0 91 1.18 279.7 0.423 0 416 AS =804 416 416 416 AS=804 AS=804 AS=804 416 AS =804 416 416 416 416 AS=804 AS=804 AS=804 AS=804 1.92 1508 1.27 1.90 244.4 0.716 0 底边 ② 63.2 1508 80.2 1836 ③ 63.5 1836 34 1.36 255.2 0.775 0 41 1.35 259.1 0.702 0 43 1.34 252.6 0.776 0 36

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柱名 内力组 控制内力 M N e0 η e 柱截面对称配筋的计算 ε AS 实际配筋（mm2） 配筋率 416 AS=804 0.35 416 AS =804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS =804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS =804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS =804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 416 AS=804 0.35 53.4 347.9 153 1.18 346.1 0.12 0 ① 55.6 347.9 159 1.16 362.9 0.12 0 49.7 247.5 200 1.08 380.8 0.08 0 顶中 ② 50.9 247.5 205 1.09 396.7 0.09 0 61.7 327.5 188 1.11 384.2 0.10 0 ③ 61.1 327.5 181 1.10 389 57.3 1308 ① 55.6 1308 42 1.44 277.2 0.45 0 0.11 0 43 1.43 277.6 0.44 0 79.4 951.3 83 1.23 317.9 0.32 0 标中 ② 78.1 951.3 82 1.24 316.3 0.33 0 85.8 1192 ③ 84.3 1192 70 1.27 307.8 0.41 0 71 1.26 308.7 0.4 0 14.8 2271 6.5 1.85 252.9 0.83 0 ① 14.8 2271 6.5 1.85 248.7 0.84 0 60.6 1602 底中 ② 69.6 1602 60.4 2010 ③ 59.7 2010

37

37 1.43 301.2 0.66 0 43 1.42 305.4 0.66 0 30 1.44 277 29 1.44 277 0.64 0 0.64 0 山东建筑大学毕业设计

3.5.2.4垂直于弯矩作用平面的受压承载力验算 按轴心受压构件验算：Nmax2271KN

l0/h560011.2查表：0.965 500Nu0.9(fcAfy'As')0.9×0.965×(14.3×500×500+360×12×201)=3858KN >Nmax 满足要求。

3.5.2.5斜截面受弯承载力计算

M60.4KNm以B轴柱为例 一层最不利组合 N2010KN

V30KN剪跨比hn56006﹥3 (取3) 2h024600.3fcA0.314.35002=1072KN﹤N 取N=1072KN

AsvsV1.751.75ftbh00.07N301031.435004600.071072103131﹤0 fyvh0210460

按构造配筋。取井字形复式箍 8@200 其余各柱斜截面受剪承载力计算 如下表

柱斜截面受剪承载力计算 斜截面抗剪承载力计算 Hn ho λ Asv/s 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 3600 460 3 0 5600 460 3 0 5600 460 3 0 柱号 顶中 顶边 4中 4边 3中 3边 2中 2边 底中 底边

控制内力 V（KN） N(KN) 30.1 347.9 51.9 256.9 31.6 848.3 47.1 709.2 61.3 1192 45.9 1121 64.9 1788 56.2 1534 65.4 2010 56.8 1836 实配钢筋 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 Ф8@200 38

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3.5.3．楼梯的计算

踏步面层为20厚水泥砂浆抹面，楼梯底面为20厚水泥砂浆抹灰，金属栏杆重0.1KN/m。楼梯活荷载标准值2.5KN/m，混凝土C30,钢筋HRB235。取板厚120mm,约为板斜长的1/30,板倾斜角tanα=150/300=0.5,cosα=0.894 取1m宽板带计算。

楼梯图

(1)荷载计算

恒荷载: 水磨石面层：(0.3+0.15)×0.65/0.3=0.98KN/m 三角形踏步： 1/2×0.3×0.15×25/0.3=1.88KN/m 砼板自重： 0.12×25/0.894=3.36KN/m 板底抹灰自重：0.02×17/0.894=0.38 KN/m 金属栏杆自重 0.1×

0.8945=0.09 KN/m

恒荷载标准值 gk=6.99 KN/m

恒荷载设计值g=1.2×6.99 KN/m=8.39KN/m 活荷载设计值q=1.4×2.5 KN/m=3.5KN/m 恒荷载活荷载合计q+g=11.89 KN/m

(2)内力计算

水平投影计算跨度为lo=3300mm

39

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跨中最大弯矩M=(3)截面计算

1gql02111.893.3212.95KNm 1010ho=h-s=120-20=100mm

M12.95106s0.091'221fcbfh01.014.31000100s112s2Mfys0.952

Ash012.95106647.8mm22100.952100 （As,min=215mm2） 选用Ф8@250 实配As=660mm2

2.平台板计算

设平台版厚h=70mm，取1m板带作为计算单元 ① 恒荷载计算

平台板自重 0.07×25×1.0=1.75KN/m 板底抹灰自重 0.02×17×1.0=0.34 KN/m 水磨石面层自重 0.65 KN/m

合计 (恒荷载标准值) gk =2.74KN/m 恒荷载设计值g=1.2×2.74=3.29 KN/m 活荷载设计值q=1.4×2.5=3.5 KN/m 合计g+q=6.79KN/m

②内力计算

2002402220mm 2211跨中最大弯矩M=gql026.792.2223.35KNm

1010

计算跨度lo=220040

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③截面计算

ho=h-as=70-20=50mm

M3.35106s0.091fcb'fh021.014.31000502s112s2Mfys0.95

Ash03.35106335.8mm22100.9550（As,min=167mm2）

选用Ф8@200 实配As=352mm2

3.平台梁设计

（1）确定梁尺寸

计算跨度l01.05ln1.052.60.1222.5m 估算截面尺寸 ： h=

l02500206mm 1212

梁宽取b=200mm，高取h=300mm （2）荷载计算

梯段板传来： 6.99×2.6/2=9.1kN/m 平台板传来： 2.74×2.2/2=3.01 kN/m

平台梁自重： 0.20×(0.3-0.07)×25=1.15 kN/m

平台梁粉刷自重： [(0.3-0.07)×2+0.2]×0.02×17=0.22 kN/m 恒载标准值：g=13.48 kN/m 活载：q=2.5×（

2.62.2）=6kN/m 22合计 P=1.2g+1.4q = 24.57kN/m （3）内力计算

121pl024.572.5219.2KNm 8811剪力设计值：Vpln24.572.3629.0KN

22 （4）配筋计算

弯矩设计值：M41

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平台梁按倒L形计算，受压翼缘取b'fb5h'f200570550mm， 梁的有效高度 ho=h-as=300-35=265mm

'hf''1fcbfhfh0114.35507026570/2126.6KNm﹥M=19.2KNm， 2为第一类T形截面。

M19.20106s0.03'221fcbfh01.014.3550265112s0.03b0.518sAs112s2Mfys

0.997h019.20106201mm23600.997265 选配316 As =603mm2（As min=180mm2）

受剪承载力计算

0.25βcfcbho=0.25×1.0×14.3×200×265=189KN>V=29KN 故截面尺寸满足要求

0.7ftbh0=0.7×1.43×200×265=53kN >V=29KN

按构造配箍筋，箍筋选用φ6@200。

42

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3.5.4．板的计算

设计资料:楼板板厚100mm,屋面板厚100mm,选用C30混凝土,钢筋采用HRB400级钢筋,箍筋采用HPB235级钢筋，屋面恒荷载标准值为4.85kN/m2,屋面活荷载标准值为2.0kN/m2楼面恒荷载标准值为3.2kN/m2楼面活荷载标准值为2.0kN/m2

板分布图

3.5.4.1以楼面A区格板为例计算，按弹性理论设计 (1)荷载设计值：

g=1.2×3.2=3.84KN/m2 q=1.4×2.0=2.8KN/m2 g+q=6.64KN/m2

(2)计算跨度 内跨l0 = lc=（轴线间距离） 边跨l0 = lc-60 (3)弯矩计算

跨中最大弯矩为当内支座固定时在g+q/2作用下的跨中弯矩值,与内支座简支时在 q/2作用下的跨中弯矩之和 楼面A区格lo1/lo2=0.5 查表得

43

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m1=(0.0559+0.2×0.0079)×7.0×3.3+(0.0789+0.2×0.1176)×1.4×3.3= 5.043KNm

22

m2=(0.0079+0.2×0.0559)×7.0×3.3+(0.1176+0.2×0.078) ×1.4×3.3= 1.74KNm

同理其他区格的弯矩值列于下表中

按弹性理论计算的弯矩值表 项目/区格 A B L01 3.3 3.3 L02 7.0 7.0 L01/L02 0.53 0.53 M1 5.04 5.13 M2 1.74 1.76 M1' -11.74 -8.58 M1\" 0 -8.58 M2' 0 0 M2\" -7.97 -5.86

(4)截面设计

mAs=0.95h0fy 截面计算结果及实际配筋列于下表中

22

截面/项目 L01方向 A区格 L02方向 跨中 L01方向 B区格 L02方向 A--B A--C 支座 B--B B--C 板配筋表 h0 m 85 77 85 77 85 85 85 85 5.04 1.74 5.13 1.77 -9.74 -7.97 -8.58 -8.58 As 173 66 176 67 330 274 295 295 配筋 8@200 8@200 8@200 8@200 8@150 8@150 8@150 8@150 实有面积 251 251 251 251 335 335 335 335 44

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（5）单向板C D的计算：

取1米宽板计算 q+p=1.4×2+1.2×3.2=6.6

跨中 M=1/24ql2 =1/24×6.6×5.76=1.58 支座 M=-1/12ql2 =-1/12×6.6×5.76=-3.2 配筋：跨中 As=1.58×106/0.95×360×85=54（As min=200 mm2）

配：8@200, AS=251 mm2

同理，支座 AS=118mm2 配 ：8@200, AS=251 mm2

屋面板同理可得：

板分布图

(1)荷载设计值：

g=1.2×4.85=5.82KN/m2 q=2.0×1.4=2.8KN/m2

45

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g+q=8.6KN/m2

截面|项目 A区格 L02方向 跨中 L01方向 B区格 L02方向 A--B A--C 支座 B--B B--C 单向板C D的配筋计算同楼面：配：8@200, AS=251 mm2 同理，支座 AS=118mm2 配 ：8@200, AS=251 mm2

（As min=240 mm2）

3.5.5．基础设计 3.5.5.1荷载计算：

1.边柱基础承受的上部荷载（标准值）

A D框架柱传来： MK=63.5KNm，NK =1836KN, V=36.8KN 2．中柱基础承受的上部荷载（标准值）

B C框架柱传来： MK=59.7KNm，NK =2010KN, V=65.4KN 3.5.5.2基础设计资料及形式的选择

该工程层数不多,地基土较均匀且柱矩较大,故选择独立基础.取基础混凝土的强度等级为C30, ft＝1.43N/mm2 , fc＝14.3N/mm2 ,钢筋采用HRB335, fy＝300 N/mm2,垫层

46

按弹性理论设计的截面配筋表 H0 M As 85 77 85 77 85 85 85 85 5.88 2 5.97 2.04 -14.14 -9.6 -10.34 -10.34 202 76 205 77 486 330 356 356 配筋 8@150 8@150 8@150 8@150 10@150 10@150 10@150 10@150 实有As 335 335 335 335 523 523 523 523 L01方向 山东建筑大学毕业设计

100厚,采用C15素混凝土,每边比基础宽100mm. 3.5.5.3 边柱A D轴柱独立基础的计算

设基础埋深为1.5m，基础高度为0.8m，则有效高度为 h0=0.8-0.04=0.76m， 基础持力层为第二层土为亚粘土，fak160KN/m2 。 1．基底尺寸的确定 （1）地基承载力的修正

由地质报告查表b0.3,d1.6 017.50.518.51.018.2KN/m3

1.5设基础宽度为3m，

fafakbb3d0d0.516001.618.21.50.5189.12KN/m2﹥1.1fak176KN/m2 （2）基础底面尺寸的确定

先按轴心荷载作用下估算基底面积

ANk183611.5m2

faGd189.12201.5将其增大10%—40%，初步选用底面尺寸为b×l=4.5m×3m 2．地基承载力验算

lb234.5210.13m3 Gkmbld2034.51.5405KN W66PKmaxNKGKMKVKh183640563.536.80.81669175KN/m2lbW34.510.13﹤

1.2fa226.94KN/m2

PKminNKGKMKVKh183640563.536.80.81669157KN/m2﹥0 lbW34.510.13PKmaxPKmin166KN/m2﹤fa=189.12KN/m2

2故该基础底面尺寸满足要求。 3. 验算基础高度

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基础尺寸图

基底净反力

PjmaxPjminNMVh220076.244.10.816211173KN/m2 lbW34.510.13NMVh220076.244.10.816211151KN/m2 lbW34.510.13按比例可求得控制截面处地基净反力 pj1=158.72KN/m2

Al4.5/20.2250.7633/20.2250.763.800.273.53m2

2FlPjAl1733.53610KN

amatab0.450.4520.761.21m 220.7hpftamh00.711.431.210.76106920.5KN﹥Fl610KN 选用基础高度合适。 4．基础底板配筋

沿基础长边方向，对柱边截面I-I处的弯矩为

MI12a12la'PjmaxPjIPjmaxPjIl1248

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12.032230.45173158.72151158.723714KNm 12MI714106As13379mm2

0.9fyh010.9300760实配17 16@250, As=3417mm2 （As min=1380 mm2）

沿基础短边方向，对柱边截面Ⅱ-Ⅱ处的弯矩为

M1la'482bbP2'jmaxPjmin130.45224.50.45173151414KNm48

AsM4141062049mm2 0.9fyh01d0.930076012实配12Ф16@250, As=2412 mm2 （As min=2100 mm2）

边柱布筋图

49

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3.5.5.4中柱B、C轴柱基础设计

设基础高度及埋深同A、D轴上基础，则01初步确定基地尺寸 (1)地基承载力的深度修正 设基础宽度为4m，

17.50.518.51.018.2KN/m3

1.5fafakbb3d0d0.51600.318.5431.618.21.50.5194.67KN/m﹥1.1fak176KN/m2 (2)基础底面尺寸

先按轴心荷载作用下计算基底面积

ANk2010224m2

famd194.67201.52

将其增大20%—40%，初步选用底面尺寸为b×l=8m×4m 2地基承载力验算

lb2482W42.7m3 Gkmbld20481.5960KN

66PKmaxNKGKMKVKh4020960119.4100lbW8442.7

1555.1160.1KN/m2﹤1.2fa226.94KN/m2PKminNKGKMKVKh150KN/m2﹥0 lbW

PKmaxPKmin155.1KN/m2﹤fa=189.12KN/m2

2故该基础底面尺寸满足要求。 3验算基础高度 基底净反力

PjmaxNlbMVhW48241431144842.7

1506.0156KN/m2

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PjminNlbMVhW144KN/m2

2Al4/20.2250.7644/20.2250.764.061.033.03m2 FlPjAl1563.03472KN

amatab0.450.4520.761.21m 220.7hpftamh00.711.431.210.76106920.5KN﹥Fl472KN 选用基础高度合适。

基础尺寸图

4基础底板配筋

沿基础长边方向，对柱边截面I-I处的弯矩为

MI12a12la'PjmaxPjIPjmaxPjIl1251

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12.5752240.45156148.5715614441448KNm 12MI1448106As17056mm2

0.9fyh010.9300760实配Ф16@110, As=7235 mm2 （As min=2420 mm2） 沿基础短边方向，对柱边截面Ⅱ-Ⅱ处的弯矩为

M1la'482bbP2'jmaxPjmin140.452280.451561441295KNm48

AsM12951066446mm2 0.9fyh01d0.930076016实配Ф14@180, As=6770 mm2 （As min=3120 mm2）

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