南昌教育局機關(guān)辦公樓畢業(yè)設(shè)計計算書

1、大學(xué)畢業(yè)設(shè)計結(jié)構(gòu)計算書題目：教育局機關(guān)辦公樓 院（系） 建筑工程 專 業(yè) 土木工程 班 級 091 姓 名 強 學(xué) 號 6002109018 導(dǎo) 師 熊進(jìn)剛 2012年 3月 7 日目錄第1 章 設(shè)計資料. 4第2 章 結(jié)構(gòu)選型與置. 7第3 章 結(jié)構(gòu)計算. 73.1 荷載計算. 93.3.1 恒荷載標(biāo)準(zhǔn)值算. 93.3.2 活載標(biāo)準(zhǔn)值計算. 113.3.3風(fēng)荷載計算. 153.3.4 重力代表計算 . 17第4章 力計算. 74.1 側(cè)移剛度D . 174.2恒載作用下的力計算. 184.3樓面活荷載作用下的力計算. 184.4風(fēng)荷載作用下的力計算. 184.5地震作用下的力計算. 23第5

2、 章 力組合. 75.1 非抗震與抗震合 . 17第6 章 框架配筋計算. 18第7 章 雨棚計算 . 18第8 章 板計算 . 18第9章 樓梯計算 . 18第一章設(shè)計資料1. 設(shè)計標(biāo)高：室設(shè)計標(biāo)高0.00，室外高差450.2. 墻身做法：墻身為普通機制磚填充墻，用M5混合砂漿砌筑。粉刷為混合砂漿底。紙筋灰面，厚20，“803”墻涂料兩度。外粉刷1：3水泥砂漿底，厚20，瓷錦磚貼面。3. 樓面做法：樓板頂面為20厚水泥砂漿找平層，5厚1:2水泥砂漿加“108”膠水著色粉面層，樓板底面為15厚紙筋面石灰抹底，涂料兩度。4. 屋面做法：現(xiàn)澆樓板上鋪膨脹珍珠珍珠巖保溫層（天溝處100,2%自兩側(cè)天

3、溝向中間找坡）。1:2水泥砂漿找平層厚20，二氈三油防水層，撒綠豆沙保護(hù)。5. 門窗做法：采用木門、鋼窗。6. 地質(zhì)資料：場地類別為二類，地下水位：-5m，無侵蝕性。7. 基本風(fēng)壓:0.45KN/,C類。8. 活荷載：屋面活荷載2.0KN/，走廊樓面活荷載2.5KN/，辦公室活荷載2.0KN/。9. 抗震設(shè)防烈度：按7度考慮。第二章、結(jié)構(gòu)選型1.結(jié)構(gòu)布置與結(jié)構(gòu)計算簡圖的確定邊梁（AB、DC跨）：取h=500mm，b=250mm中跨梁（BC跨）：同邊跨，取h=400mm，b=200mm邊柱與中柱聯(lián)系梁，取bh=250mm500mm；柱截面為bh=400mm400mm，現(xiàn)澆樓板厚100mm。第三章

4、、結(jié)構(gòu)計算1. 恒載計算（1） 屋面框架梁線荷載標(biāo)準(zhǔn)值 20厚1：2水泥砂漿找平層 0.02×20=0.4氈三油防水層 0.35100140厚（2%找坡）膨脹珍珠巖 (0.1+0.14)÷2×7=0.84100現(xiàn)澆鋼筋混凝土板 0.1×25=2.515筋石灰抹底 0.015×16=0.24屋面荷載合計 4.33邊跨（AB、CD)框架梁自重 0.25×0.5×25=3.13梁側(cè)粉刷 2×(0.5-0.1)×0.02×17=0.27 總重：3.4中跨（BC跨）跨架梁自重 0.2×0.4&#

5、215;25=2梁側(cè)粉刷 2×(0.4-0.1)×0.02×17=0.2 總重：2.2 因此，作用在頂層框架梁上的線荷載為：(注：這里下標(biāo)4表示第4層即頂層框架梁） （2） 樓面框架梁線荷載標(biāo)準(zhǔn)值 25厚水泥砂漿面層 0.025×20=0.5 100厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板 0.1×25=2.5 15厚紙筋石灰抹地 0.015×16=0.24樓面恒荷載 3.24邊跨框架梁與梁側(cè)粉刷 3.4邊跨填充墻自重 0.24×（3.6-0.5）×19=14.14墻面粉刷 (3.6-0.5)×0.02×2

6、5;17=2.11中跨框架梁與梁側(cè)粉刷 2.2因此，作用在中間層框架梁上的線荷載為(3) 屋面框架節(jié)點的集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值邊柱連系梁自重 0.25×0.5×1.5×25+0.25×0.4×1×25=6.69KN粉刷 1.1m高女兒墻自重 粉刷 連系梁傳來的屋面自重 邊跨次梁傳來屋面自重給連系梁，再傳給邊柱 =35.54KN頂層邊節(jié)點的集中荷載 中柱連系梁自重 粉刷 次梁傳來的自重和屋面自重給連系梁，再傳給中柱 頂層中節(jié)點集中荷載 (4) 樓面框架節(jié)點集中荷載標(biāo)準(zhǔn)值 邊柱連系梁自重 6.69KN 粉刷 0.61KN墻體自重 粉刷 鋼窗自重

7、框架柱自重 粉刷 次梁自重傳給連系梁，再傳給邊柱 3.65KN次梁傳來的樓面自重給連系梁，再傳給邊柱 10.13KN連系梁傳來的樓面自重 中間層節(jié)點集中荷載 中柱連系梁自重 6.69KN 粉刷 0.61KN墻自重 粉刷 框架柱自重 14.4KN扣除門洞重加上門重 連系梁傳來樓面自重 次梁傳來荷載 11.24KN中間層節(jié)點集中荷載為 （5） 恒載作用下的結(jié)構(gòu)計算簡圖如下2. 樓面活荷載計算樓面活荷載作用下的結(jié)構(gòu)示意圖3. 風(fēng)荷載計算風(fēng)壓標(biāo)準(zhǔn)值計算公式因為結(jié)構(gòu)高度1.0，對于矩形截面；由于全年主導(dǎo)風(fēng)向：西北，故將風(fēng)荷載換算成作用于框架各層節(jié)點上的集中荷載，計算過程如表所示。層次41.01.314.

8、851.1340.4511.67.6931.01.311.251.0350.4514.48.7221.01.37.651.000.4514.48.4211.01.34.051.000.4515.38.954. 重力荷載代表值集中在各樓層標(biāo)高處的重力荷載代表值包括：樓面或屋面自重的標(biāo)高值50%的 樓面活荷載和50%屋面活荷載不計。墻重取上下各半層墻重的標(biāo)準(zhǔn)值之和。（1） 頂層重力荷載代表值均布恒載：柱節(jié)點恒載：恒載：124.99+185.52=310.51KN活載：屋面雪荷載補充：每根柱的重量一層柱的重量每層墻體的重量橫墻橫墻粉刷縱墻縱墻粉刷扣除門洞自重加門重扣除窗洞自重加窗重一層墻體總重（包括

9、門窗）228.9+34.14+218.88+32.64-31.75-38.80=444.01KN頂層重力荷載代表值中間層重力荷載代表值均布恒載柱節(jié)點恒載恒載265.79+423.42=689.21KN活載中間層的重力荷載代表值第四章、力計算1側(cè)移剛度結(jié)構(gòu)計算簡圖如下圖所示。根據(jù)地質(zhì)資料，確定基礎(chǔ)頂面離室外地面為1.15m，室外高差0.45m。由此求得底層層高為5.2m，各梁柱構(gòu)件的線剛度經(jīng)計算后列于結(jié)構(gòu)計算簡圖。其中，求梁截面慣性矩時，考慮到現(xiàn)澆樓板的作用，取(為不考慮樓板翼緣作用的梁截面慣性矩）。AB、CD跨梁BC跨梁上層各層柱底層柱注：圖中數(shù)字為線剛度，單位2.恒載作用下的力計算恒載（豎向

10、荷載）作用下的力計算采用分層法。以中間層為例，說明分層法的計算工程，其他層（頂層、底層）與給出計算結(jié)果。由恒載作用下的結(jié)構(gòu)計算簡圖取出中間層進(jìn)行分析。二三層柱的線剛度取框架柱實際線剛度的0.9倍。圖a中梁上分布荷載由矩形和梯形兩部分組成，在求彎矩時，可根據(jù)圖示荷載計算，也可以根據(jù)固端彎矩相等的原則，先將梯形分布荷載化為等效局部荷載圖b。等效均布荷載的計算公式如圖c。圖C荷載的等效把梯形荷載化作等效均布荷載由于梁柱偏心在節(jié)點處產(chǎn)生的彎矩：偏心距頂層 中間層 圖（b）所示結(jié)構(gòu)力可用彎矩分配法計算并利用結(jié)構(gòu)的對稱性取二分之一結(jié)構(gòu)計算。各桿的固端彎矩為：中間層 頂層 用分層法求得的彎矩圖如下：頂層：把

11、梯形荷載化作等效均布荷載圖（b）所示結(jié)構(gòu)力可用彎矩分配法計算并利用結(jié)構(gòu)的對稱性取二分之一結(jié)構(gòu)計算。各桿的固端彎矩為：彎矩分配圖如下圖（注：柱的線剛度取框架柱實際線剛度的0.9倍).頂層彎矩分配圖如上表框架在恒載作用下的力圖如下彎矩圖（）剪力圖（KN）軸力圖（KN）3.樓面活荷載作用下的力計算活荷載作用下的力計算也采用分層法，考慮到活荷載分布的不利組合。各層樓面活荷載布置只能如下圖。把梯形荷載化作等效均布荷載因為梁柱中心不重合，所以邊柱中柱會受到偏心荷載產(chǎn)生的彎矩屋面和底層采用一樣的辦法。彎矩圖如下圖：框架在活荷載作用下的力圖如下彎矩圖（）剪力圖（KN)軸力圖（KN)4.風(fēng)荷載作用下的力計算框架

12、在風(fēng)荷載作用下（以左向右吹）的力用D值法進(jìn)行計算，其步驟為：(1)計算各柱抗側(cè)剛度D與總剪力在各柱間的剪力分配；(2)確定各柱反彎點高度系數(shù)y；(3)求各柱桿端彎矩與梁端彎矩風(fēng)荷載作用下的計算簡圖如下：計算過程如下圖所示：求各柱桿端彎矩與梁端彎矩根據(jù)各柱分配到的剪力與反彎點位置yh計算i層第j個柱端彎矩 上端彎矩： Mtij=Vijh（1-y） 下端彎矩： Mbij=Vijhy由柱端彎矩，并根據(jù)節(jié)點平衡計算梁端彎矩對于邊跨梁端彎矩：Mbi=Mtij+Mbi+1，j對于中跨，由于梁端彎矩與梁的線剛度成正比，因此： Mlbi=（Mtij+Mbi+1，j） Mrbi=（Mtij+Mbi+1，j）再根

13、據(jù)力平衡原理，由梁端彎矩和作用在該梁上的豎向荷載，求出梁跨中彎矩和剪力經(jīng)計算，其力圖如下： 框架在風(fēng)荷載作用下的彎矩圖框架在風(fēng)荷載作用下的剪力圖 左風(fēng)和右風(fēng)算法完全一樣，彎矩對稱。5.地震作用下的力計算采用底部剪力法，地震計算模型如下圖所示：(1) 重力荷載代表值集中在各層標(biāo)高處的重力荷載代表值包括：樓面或屋面自重的標(biāo)準(zhǔn)值，50%的樓面活載或50%屋面雪荷載，屋面活載不計，墻重取上下各半層墻重的標(biāo)準(zhǔn)值之和。（2） 框架剛度見風(fēng)荷載作用下的力計算。（3） 用頂點位移法計算結(jié)構(gòu)的基本自振周期的公式為式中重力荷載代表值水平作用于結(jié)構(gòu)所得的結(jié)構(gòu)頂位移（已m計）考慮到填充墻影響的折減系數(shù)（此處取0.6）

14、結(jié)構(gòu)頂點位移計算如下（C30混凝土的彈性模量層次（m）4577.98577.98267420.0275880.3281513740.213410.07267420.0629210.3005632740.212058.4267420.0982530.2376421851.21290961229340.1393890.139389結(jié)構(gòu)頂點位移的=0.328151m從而的到基本周期 水平地震作用查表的特征周期，地震影響系數(shù)最大值。從而得一般混凝土結(jié)構(gòu)取。結(jié)構(gòu)總水平作用標(biāo)準(zhǔn)值從而算的各層的地震作用力，剪力，層間相對位移，如下表。表中可見各層的，均大于抗震規(guī)規(guī)定的最小值0.01256.層次410.281

15、0.28577.980.0178267420.0003844313.1723.451318.190.0178267420.0004925213.1736.622058.40.0178229340.0004925115.1551.772909.610.0178229340.0006606由表可得底層的層間位移角0.0006606/4.05<1/550，二層的層間位移角0.00496/3.6<1/550,三層的層間位移0.0004925/3.6<1/550.均滿足層間位移角的限制。 整體結(jié)構(gòu)上的水平地震作用應(yīng)按柱側(cè)向剛度的比例進(jìn)行分配。計算方法仍為D值法，計算過程如下圖再根據(jù)力平

16、衡原理，由梁端彎矩和作用在該梁上的豎向荷載，求出梁跨中彎矩和剪力經(jīng)計算，其力圖如下 地震作用下的彎矩圖 地震作用下的剪力圖 地震作用下的軸力圖 第五章、力組合根據(jù)力計算結(jié)果，即可進(jìn)行框架各梁柱控制截面上的力組合，其中梁的控制截面為梁端、柱邊和跨中。由于對稱性，每層有五個控制截面?，F(xiàn)取邊跨AB梁的三個截面（1截面梁的左端，2截面梁跨中，3截面梁的右端）下表a給出第一層邊跨梁的力組合過程。柱則分為邊柱和中柱，每個柱有兩個控制截面。底層中柱為例，控制截面為靠近梁端，與柱的頂端和底端。因活載作用下，力計算采用分層法，故當(dāng)一層梁上作用有活載時，將對一層柱產(chǎn)生力。表b整理出了一層有活載最不利組合時，在控制

17、截面產(chǎn)生的力。梁的力組合方式（1） 非抗震組合A:1.2×恒載+1.4×活載B:1.2×恒載+1.4×風(fēng)載C:1.2×恒載+1.4×0.9×（活載+風(fēng)載）D:1.35×恒載+1.4×0.7×活載（2) 抗震組合A:1.2x恒載+1.4x活載B:1.2×恒載+1.4×風(fēng)載C:1.2x（恒載+0.5活載）+1.3x地震荷載標(biāo)準(zhǔn)值D：1.2恒載+0.9x（1.4活載+1.4風(fēng)載）E：1.35恒載+0.7x1.4活載由上表可知：對于左支座A控制力為 ;對于右支座B控制力為 ;對于跨中

18、截面由上表可知，考慮地震的力組合支座A的控制力為： ;對于右支座B控制力為 ; 對于跨中截面由上表可知，對于底層邊柱上端截面的控制力為： ;；下端截面的控制力為： ;；由上表可知，對于底層邊柱上端截面的控制力為： ;；下端截面的控制力為： ;；柱剪力設(shè)計值計算公式節(jié)點上下柱端設(shè)計值取為梁剪力設(shè)計值第六章、 框架的配筋計算補：框架梁、柱的配筋計算，包括正截面承載力計算和斜截面承載力計算。非抗震設(shè)計和康設(shè)計公式是不同的，主要有兩個方面承載力極限狀態(tài)表達(dá)式不同。非抗震設(shè)計為與安全等級有關(guān)?？拐鹪O(shè)計為,不考慮安全等級，但公式右端有承載力抗震系數(shù),梁受彎計算時，柱的受壓計算，取0.8?？沽的計算差別，

19、主要體現(xiàn)在抗剪公式。1. 框架梁的配筋計算考慮到地震組合的剪力設(shè)計值一層梁剪力設(shè)計值一層框架梁的配筋計算 控制截面A右AB跨中B左-94.953.9791.3778.9640.4875.14bxh250x250250x250250x250，。取有效翼緣寬度1400mm。一類保護(hù)層厚度為25mm，混凝土強度等級C30，鋼筋采用HRB335，梁的截面尺寸b×h=200×450，。查表得 一層框架正截面的承載力計算控制截面左截面跨中截面右截面M-94.953.9791.370.12550.07130.12080.1350.0740.1291740406707實配鋼筋4162163

20、18實際配筋面積804402763按三級抗震設(shè)計：支座最小配筋率=0.25 跨中最小配筋率=0.2左邊跨：支座 =0.25%b=0.25%×250×500=313 跨中 =0.2%b=0.2%×250×500=250 右邊跨：支座 =0.25%b=0.25%×250×500=313 跨中 =0.2%b=0.2%×250×500=250因此滿足最小配筋率根據(jù)裂縫寬度要求：4）：斜截面計算 梁配箍筋：a:左邊跨支座處最大剪力：驗算是否需要按計算配置箍筋：0.7ftbho=0.7×1.27×250&#

21、215;440=97.790kN故按構(gòu)造配置箍筋.b:右邊跨支座處最大剪力：驗算是否需要按計算配置箍筋：0.7ftbho=120.015kN故按構(gòu)造配置箍筋根據(jù), 得S1另根據(jù)：, =, 得S2 S3 Smax 加密區(qū) S3=min非加密區(qū) 左邊跨 當(dāng)V0.7ftbho時，取S200mm 當(dāng)V0.7ftbho時，取S300mm 右邊跨 當(dāng)V0.7ftbho時，取S250mm 當(dāng)V0.7ftbho時，取S350mm經(jīng)驗算都滿足要求斜截面的受剪計算非抗震設(shè)計時： 抗震設(shè)計時：有抗震設(shè)計控制截面驗算（跨高比） 滿足要求抗剪計算 本框架梁為一般矩形梁，當(dāng)僅箍筋時，斜截面受剪承載力的計算公式為：選用選用

22、選配10的雙肢箍滿足最小配筋率的要求采用全長加密配置均為10100/200的箍筋。1. 框架柱的配筋計算按正截面受拉承載力計算縱向鋼筋A(yù)柱（）選用HRB335級鋼筋()，C30混凝土()對稱配筋，有據(jù)此分為大偏壓和小偏壓情形。4、 對非抗震力組合柱的上下端全部為大偏心受壓N<N。偏壓組合(N，M):上端選40.46，779.65；下端選41.24,729.02；按N、M的相關(guān)性來篩選力組合值，且進(jìn)入小偏壓的組別，其軸力接近N，應(yīng)可排除。5、 對抗震設(shè)計力組合a、 下端(N,M): 1119.67, 51.851.15=59.63； 其中：1.15為底層柱底在三級抗震時的調(diào)整系數(shù)。b、 上

23、端(N,M):對三級抗震，有要求。由于力計算中滿足的是節(jié)點平衡條件，而對應(yīng)的組合系數(shù)也一樣，故滿足上述要求，可將已算出的柱上端彎矩值直接乘以1.3系數(shù)，故有兩組合為： 819.19， ,55.191.3=71.75; 756.53, 42.951.3=55.84軸壓比為0.15時的軸壓力N=0.15=343.2KN,故上述組合中軸壓比大于0.15，其=0.8；則抗震設(shè)計時的底層柱力組合值S為： 539.63,47.7; (以上上端) 6555.35，57.4；605.22,44.67 （以上上端）在配筋計算又可排除畫橫線的兩組，而非抗震設(shè)計的大偏壓各組已全部排除。余下四組力計算配筋如下。力組別

24、N=779.65,M=40.46N=729.02，M=41.24N=655.35，M=57.452578920202072771091.611.571.40276281313136.3127.5114.5320320320選筋312312312注：底層柱l=1.0H=5200mm;取(保護(hù)層厚度按30mm規(guī)定取值)；鋼筋為HRB3350級，混凝土為C30混凝土。4、 抗剪承載力計算2. 剪力設(shè)計值對底層柱B，非抗震設(shè)計時的剪力值為V=15.59KN遠(yuǎn)小于考慮抗震作用組合的剪力設(shè)計值：V=19.78KN，故抗剪承載力由地震作用組合控制。2)受剪承載力計算 <滿足要求。3. 箍筋計算0.3=

25、0.314.3×400×400=684.6KN<862.99KN,取N=684.6KN，取由所以按構(gòu)造配筋選用6200箍筋4. 配筋構(gòu)造要求柱箍筋加密區(qū)的要求a、 加密區(qū)長度：故柱上下端均取650mm；且-1.05上下500mm圍也應(yīng)加密。b、 箍筋直徑：取d=6mm。c、 間距：柱根處為100mm；其余為2000mm。d、 肢距：不宜大于250mm和20倍箍筋直徑（160mm）中較大值。10. 框架柱柱下基礎(chǔ)設(shè)計（1） 選型根據(jù)框架的形式與荷載小的特點，且無地下室，現(xiàn)選用階梯型獨立基礎(chǔ)，混凝土等級為C20，鋼筋為HRB335.（2） 地基梁的設(shè)計地基梁的高度不小于柱

26、距的1/41/6，縱向柱距6000mm，則地基梁的高度為（1/41/6）×6000=15001000mm，取h=1200mm。橫向柱距5000mm，則地基梁的高度為（1/41/6）×5000=1250833mm，取h=1200mm。為了保證結(jié)構(gòu)的整體沉降，在中跨布置高度1/41/6）×2200=550367mm，取h=400mm的梁。橫向方向，在墻下均布置高度為h=1000mm的基礎(chǔ)梁。地基梁頂部寬度應(yīng)比其上墻體至少寬100mm，在柱截面處，應(yīng)比相應(yīng)主界面尺寸寬100mm，地基梁底面寬度（即梁翼緣寬度由計算確定，取b=500mm）。（3） 確定基礎(chǔ)頂荷載由于中柱的

27、軸力遠(yuǎn)遠(yuǎn)大于邊柱，以中柱軸為設(shè)計標(biāo)準(zhǔn)。橫向基礎(chǔ)梁上墻體自重： 墻體： 0.24×19×5.2-0.5）×5=107.16KN 粉刷：0.02×2×17×(3.6-0.5)×5=10.54KN 合計：107.16+10.54=117.7KN縱向基礎(chǔ)梁上墻體重： 墻體：（5.5-0.4）×（5.2-0.5）×0.24×19=109.3KN 粉刷：（5.5-0.4）×（3.6-0.5）×0.02×2×17=10.75KN 扣除門重：0.2x1x2.1-0.24x

28、11x2.1-0.02x17x1x2.1x2=-10.58KN基礎(chǔ)梁自重：1×0.5×25=12.5KN則首層墻體和基礎(chǔ)梁傳給基礎(chǔ)荷載為117.7/2+109.3+10.75-10.58+(5.5+7.2/2)x12.5=282.07KN首層墻體和基礎(chǔ)梁傳給基礎(chǔ)彎矩為-117.7/2x0.1=-5.88KN.m柱的下端傳來的軸力彎矩為55.19,基礎(chǔ)頂端軸力為819.19+282.07=1101.26KN 彎矩為-5.88+55.19=49.31(4) 確定基礎(chǔ)底面尺寸修正地基承載特征值（假定基礎(chǔ)地面尺寸b<3，基礎(chǔ)埋深1.75）。則地基設(shè)計承載力：初步確定截面尺寸A

29、0選取，則l=b=2.5m,取l=b=2.5m<3m，無需做寬度修正。（5）驗算偏心距e基底處總豎向力：基底處總力矩：M=49.31（可以）驗算基底最大壓力故 = =229.96KPa<1.2 (可以)所以基底尺寸為2500x2500m。（6）確定基礎(chǔ)高度采用C20混凝土，HPB235級鋼筋，查表的，墊層采用C10的混凝土。計算基底凈反力設(shè)計值凈偏心距基底最大和最小凈反力設(shè)計值=KPa11. 柱邊截面h=600mm, ,則因偏心受壓，取。=228.23kN=1-0.002=0.998故 >228.23KN(可以)基礎(chǔ)分兩級，下階12. 變階處截面沖切力=191.21KN抗沖切

30、力 >191.21KN(可以)（7）配筋計算計算基礎(chǔ)l方向的彎矩設(shè)計值，取-截面： =223.98 KN.MII-II截面：計算基礎(chǔ)b方向的彎矩，取-截面。前已算得，=83.28 KN.M應(yīng)按配筋，選用918，=2290mm第六章、雨篷計算： 本工程采用懸板式雨篷，且板面采用有組織排水。板的根部厚取板端去50mm。雨篷周邊設(shè)置凸沿。1） 雨蓬板的計算（YPB）：所以可按單向板計算a：恒荷載標(biāo)準(zhǔn)值計算20mm厚防水砂漿面層 1%的排水坡度 1%×1200×1/2×20×1/1000=0.12KN/m2板自重 板底抹灰 0.02×20=0.4

31、 KN/m2 合計： gk=3.18 KN/m2b：活荷載標(biāo)準(zhǔn)值： qk=0.5（不上人） g+q=1.2×3.18+1.4×0.5=4.83 KN/m2取1m寬板帶，即：b=1000mm 作為計算單元.c：彎矩設(shè)計值：d）配筋計算：板厚：h=120mm =130-20=110mm,重要性系數(shù)取ro=1.0砼采用C25則，1=1.0鋼筋采用HPB335 則根據(jù)：=故： = 選8150 As實=251mm2 滿足最小配筋率的要求。另：雨篷板中分布鋼筋按構(gòu)造配筋. 選用8125 第八章、現(xiàn)澆雙向板的計算取一層樓面，軸線9-10，A-B所圍雙向板進(jìn)行計算：XB計算跨度：lo1=3

32、000mm lo2=5000mm故按雙向板計算 1）荷載計算a）恒荷載標(biāo)準(zhǔn)值：由前面計算可知：gk3.24KN/m2設(shè)計值為：g=1.2×3.24=3.89KN/mb)活荷載標(biāo)準(zhǔn)值： qk2.0KN/m2 其設(shè)計值：q=1.4×2.0=2.8 KN/m2g+q/2=3.89+2.8/2=5.29 KN/m2 q/2=2.8/2=1.4 KN/m2g+q=3.89+2.8=6.69 KN/m22）：彎矩計算： 跨中最大正彎矩為支座固定時，在g+q/2作用下的跨中彎矩值與當(dāng)支座鉸支時，在q/2作用下的跨中彎矩值之和（此處并考慮泊松比=0.2的影響），支座最大負(fù)彎矩為當(dāng)支座固定時

33、，在g+q作用下彎矩值。按彈性理論計算彎矩 lo1/lo2=0.6 可查表得： =2.74KN.m =1.27 KN.m KN.m KN.m1） 截面設(shè)計：截面有效高度：假定選用HRB335級8鋼筋，則lo1方向跨中截面的ho1=100-15-4=81mm，lo2方向跨中截面的ho2=81-8=73mm，支座截面的ho=81mm截面設(shè)計用彎矩，樓蓋四周有圈梁，不進(jìn)行折減為方便計算，近似取s=0.95 As=M/(0.95fyh0)截面配筋計算 項目截面h0M(KN.M)As(mm2)配筋實有(mm2)跨中Lo1方向812.7411698150251Lo2方向731.27878150 251支座

34、F-F,G-G81-3.44 213 8150251F-G81-4.61 285 8150 251所有配筋經(jīng)驗算minbh=0.20%×1000×100=200mm2 滿足最小配筋要求第九章、現(xiàn)澆板式樓梯計算梯段長 270×11=2970mm3000mm，采用現(xiàn)澆板式樓梯。選用材料：混凝土：采用C30（fc=14.3N/mm2）鋼筋：當(dāng)d12mm 采用級鋼筋（HRB335）（fy=300N/mm2） 當(dāng)d12mm 采用級鋼筋（HPB235）（fy=210N/mm2）活荷載標(biāo)準(zhǔn)值：查荷載規(guī)得 qk=2.0KN/m21、梯段板設(shè)計取板厚h=100mm，大概為板斜長的1

35、/30，則樓梯斜板傾斜角：tg=150/270=0.56，cos=0.874，取1m寬板帶計算。（1）荷載計算荷 載 種 類 荷載標(biāo)準(zhǔn)值（KN/M） 恒荷載水磨石面層（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98三角形踏步0.3×0.15×0.5×25/0.3=1.88混凝土斜板0.12×25/0.894=3.36板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小 計6.6活 荷 載 3.5故組合設(shè)計值：p=1.2gk +1.4qk=1.2×6.6+1.4×3.5=12.82KN/m（2）截面設(shè)計：板的水平計算跨度：

36、 Ln=3000mm板跨中彎矩設(shè)計值： M=pln2/10=0.1x12.82×32/10=11.538KN.m 板的有效高度： ho=h-25=120-20=100mms=M/1fcbh02=11.538×106/(1×9.6×1000×1002)=0.12s=1+(1-2s) 1/2/2=0.936 （板筋采用HRB235鋼筋）As=M/(fys h0)=11.538×106/(0.936×210×100) =587mm2故，選用885(AS=592mm2) ，且每級踏步布1根8的分布鋼筋，且在兩端板面750mm圍配置8200，來避免斜板在支座處產(chǎn)生過大的裂縫2、平臺板的計算（設(shè)板厚為70mm，取1m 板寬進(jìn)行計算）2 荷載計算荷 載 種 類 荷載標(biāo)準(zhǔn)值（KN/M） 恒荷載水磨石面層0.65平臺板自重0.07×25=1.75板底抹灰0.02×17=0.34小 計 2.74活 荷 載 3.5故組合設(shè)計值：p=1.2gk+1.4qk=1.2×2.74+1.4×3.5=8