學(xué)士某層框架結(jié)構(gòu)綜合樓畢業(yè)設(shè)計計算書

建筑部分建筑設(shè)計要求建筑層數(shù)：主體六層，無地下室。建筑平面布置：標(biāo)準(zhǔn)層為病房、倉庫、辦公、其他輔助用房。采用鋁合金門窗戶，外填充墻為300㎜厚加氣混凝土砌塊，內(nèi)填充墻為200㎜厚加氣混凝土砌塊。平面布置：因充分考慮框架結(jié)構(gòu)特性，本設(shè)計將使用功能一致的空間做了統(tǒng)一布置，具體布置見《建施》標(biāo)準(zhǔn)層平面布置圖建筑層高：首層3.9m，標(biāo)準(zhǔn)層3.6m。建筑面積：4968mm2左右，總高度21.9m。。設(shè)計依據(jù)建筑布局應(yīng)與管理方式和服務(wù)手段相適應(yīng)，做到分區(qū)明確、聯(lián)系方便、保證客房及公共用房都具有良好的居住和活動環(huán)境。室內(nèi)應(yīng)盡量采用天然采光。圍護結(jié)構(gòu)應(yīng)盡量做到保溫隔熱，以利于節(jié)能。應(yīng)設(shè)醫(yī)用電梯。病房：病房類型可以分為三床病房、六床病房、特護房；衛(wèi)生間無自然通風(fēng)時，應(yīng)采取有效措施來通風(fēng)排氣；衛(wèi)生間要有管道井；室內(nèi)凈高：客房居住部分，設(shè)空調(diào)時不應(yīng)低于2.4m，不設(shè)空調(diào)時不應(yīng)低于2.6m。客房內(nèi)過道凈高不應(yīng)低于2.1m，公共走道不應(yīng)低于2.6m要有醫(yī)務(wù)務(wù)員工作間、儲藏間、開水間。客房入口門洞寬不應(yīng)小于0.9m，高度不應(yīng)小于2.1m；客房內(nèi)衛(wèi)生間門洞寬不應(yīng)小于0.75m。公共部分：門廳內(nèi)交通流線及服務(wù)分區(qū)應(yīng)明確，總服務(wù)臺應(yīng)明顯；每層應(yīng)至少設(shè)兩個疏散樓梯間，安全出口的數(shù)目不應(yīng)少于兩個。三室內(nèi)裝修因考慮現(xiàn)代人審美觀的差異，本工程僅做粗裝修處理，施工時做至結(jié)構(gòu)基層即可，面層待甲方自行處理。結(jié)構(gòu)計算時僅考慮抹灰。室外裝修結(jié)合該建筑所處環(huán)境以及人們對外觀要求的提高，本設(shè)計要求外墻均采用高級外墻涂料，主體顏色為白色，挑檐處為藍色，另外在陽臺上加兩道腰線，其中間部分也是高粱紅色，與挑檐相互呼應(yīng)。充分體現(xiàn)一種寧靜，簡潔、而又穩(wěn)重的設(shè)計理念。建筑抗震概念設(shè)計建筑設(shè)計應(yīng)重視建筑結(jié)構(gòu)的規(guī)則性。要選用合理的建筑結(jié)構(gòu)體系?？箓?cè)力結(jié)構(gòu)和構(gòu)件的延性也要重視。其中：規(guī)則要求為：避免結(jié)構(gòu)有過大的凹凸，避免豎向承重構(gòu)件的不連續(xù)，避免水平和豎向的不均勻。合理的建筑結(jié)構(gòu)體系指：要有明確的計算簡圖和合理的地震作用傳遞途徑；避免因部分結(jié)構(gòu)或構(gòu)件破壞而導(dǎo)致整個結(jié)構(gòu)喪失抗震能力或?qū)χ亓奢d的承載能力；此外結(jié)構(gòu)體系要具有必要的承載能力，良好的變形能力或消耗地震能量的能力。延性指：避免混凝土結(jié)構(gòu)的脆性破壞，做到強柱弱梁、強剪弱彎、強節(jié)點弱構(gòu)件。結(jié)構(gòu)部分一工程概況二結(jié)構(gòu)選型及布置方案三梁、柱截面尺寸、柱高度確定四荷載計算五水平地震作用下框架側(cè)移計算六水平地震作用下橫向框架內(nèi)力分析七豎下荷載作用下橫向框架的內(nèi)力分析八內(nèi)力組合九截面設(shè)計十基礎(chǔ)計算十一樓梯的配筋計算十二板的配筋計算一=工程概況本工程為六層鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)體系，建筑面積約4968㎡。建筑物平面為矩形，地上六層，首層層高為3.9m，二至六層為3.6m?？蚣芰?、柱、屋面板均為整體現(xiàn)澆設(shè)計資料：1土質(zhì)及地耐力：室外地面至地下室以下2.5米范圍內(nèi)為新近堆積的雜填土，2.5米～8.5米范圍內(nèi)為中砂土，以下為粗砂層。中砂層土地基承載力特征值150Kpa，粗砂土地基承載力特征值200Kpa。無軟弱下臥層。2、地下水位：勘察揭露深度未見地下水位，可不考慮地下水對建筑材料的腐蝕性。3、抗震設(shè)防：本地區(qū)抗震設(shè)防烈度為8度，設(shè)計基本地震加速度為0.2g，所屬設(shè)計地震分組為第一組。4、場地類別：建筑場地類別為Ⅱ類，設(shè)計特征周期為0.35S，5、凍土深度：太原地區(qū)季節(jié)性凍土深度為0.8米6基本雪壓：S=0.2KN/㎡設(shè)計內(nèi)容1確定梁、柱截面尺寸及框架計算簡圖；2荷載計算；3框架縱橫向側(cè)移計算；4框架在水平及豎向力作用下的內(nèi)力分析；5內(nèi)力組合及截面設(shè)計；6節(jié)點驗算；7考慮抗震構(gòu)造要求；二結(jié)構(gòu)選型及布置方案本工程主體采用鋼筋混凝土框架結(jié)構(gòu)，樓梯采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土板式樓梯；基礎(chǔ)采用鋼筋混凝土條形基礎(chǔ)。梁、柱混凝土均采用C30砼，基礎(chǔ)采用C25砼，墊層為C15砼，其它材料的使用詳見結(jié)構(gòu)設(shè)計總說明。柱網(wǎng)布置圖見下頁圖1所示三梁柱截面、柱高度的確定1粗估截面尺寸柱：地下室：b×h＝800㎜×800㎜;一至六層：b×h＝800㎜×800㎜;(2)梁：橫向框架梁取跨中（1/8---1/12）lL1350㎜×700㎜L2350㎜×650㎜CL統(tǒng)一選取為300㎜×600㎜驗算：為提高柱的延性，增強結(jié)構(gòu)的抗震能力，再框架柱的正截面計算中，必須限制其軸壓比，以保證框架柱的延性，達到強柱弱梁的要求。因該地區(qū)所處為8度抗震區(qū)，抗震等級為二級，由《抗震設(shè)計規(guī)范》得柱子的最大軸壓比限值=0.8，又據(jù)《建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)范》取每層荷載為15KN/㎡則柱近似取為800×800（2）柱高度確定底層柱h＝4.5m,認(rèn)為地下室全部埋于地下，室內(nèi)外高差為750m由建筑設(shè)計要求得，二至六層柱h=3.6m,七層柱4.5m，由此得框架計算簡圖如圖2所示橫向框架計算簡圖及柱編號五荷載計算1屋面均布恒載二氈三油防水層0.35KN/㎡冷底子油熱瑪蹄脂二道0.05KN/㎡20mm厚1；3水泥沙漿找平0.02×20=0.4KN/㎡200mm水泥蛭石保溫層0.2×6.5=1.3KN/㎡20mm厚紙筋石灰抹底0.2×16=0.32KN/㎡120mm厚現(xiàn)澆鋼筋混凝土樓板0.12×25=3.00KN/㎡共計5.42KN/㎡屋面恒載標(biāo)準(zhǔn)值為（7.5×5+00.25××2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）×5.442=411192屋面均布活載為為：計算重力荷載代代表值時，僅僅考慮屋面面雪荷載，雪雪荷載代表表值為0.3550.35×（77.5×55+0.225×2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）=26663樓面均布恒載為為：按樓面作法逐項項計算25厚水泥沙漿抹面面0.0025×220=0..5120厚鋼筋混混凝土樓板板0..12×55=3.00020厚紙筋石灰抹底底0..02×116=0..32共計3.822樓面恒載標(biāo)準(zhǔn)值值2.0×（7..5×5++0.255×2）×（7.88×2+33.9+00.25××2）=290034樓面均布活荷載載：樓面均布活荷載載對辦公樓樓的一般房房間為1.5，會議室室、走廊、樓樓梯、門廳廳等處為2.0，為方便便計算，此此處偏安全全統(tǒng)一取均均布活荷載載為2.02.0×（7..5×5++0.255×2）×（7.8××2+3..9+0..25×22）=152205梁、柱自重（包包括梁側(cè)、梁梁底、柱的的抹灰的重重量）梁側(cè)、梁底抹灰灰、柱周抹抹灰近似按按加大梁寬寬及柱寬考考慮例：l1b×h4000×650長度度7.0m每根重量為0.444×（0.655-0.112）×7.00×25==40.881其它梁、柱自重重計算結(jié)果果見下表梁柱自重表編號截面（m2）長度（m）根數(shù)每根重量（knn）L10.4×0.6657.012×740.81L20.4×0.6653.26×70.44×(00.65--0.122)×3.22×25=118.666L30.4×0.6657.520×70.44×(00.65--0.122)×7.55×25=443.733L0.40×0..67.520×70.44×0..60-00.12××7.5×25=399.6Cl10.3×0.663.9250.44×(00.6-00.12))×3.9×25=220.599Cl20.3×0.663.75200.44×(00.6-00.12))×3.755×25=119.8Z10.8×0.884.5240.84×0..84×4.5×25=779.388Z20.8×0..83.624×50.84×0..84×3.6×25=663.5Z30.7×0.774.5240.74×0..74×4.5×25=661.611總匯：一層主、次梁總總重為：40.81××12+118.666×6+443.733×20++20.559×255+19..8×200=23887二至七層主次梁梁每層總重重為：40.81××12+118.666×6+339.6××20+220.599×25++19.88×20==23044第一層柱總重為為：779.388×24==19055第二至六層柱每每層總重均均為：63.55×24==15244第七層柱總重為為：611.61××24=114796墻體自重本工程外墻自重重應(yīng)該減去去門、窗洞洞口的重量量再加上門門、窗的重重量，但門門、窗的重重量相對較較小，為方方便計算此此處忽略計計算。本方方案中軸線線處，軸線線處窗洞的的開設(shè)大致致相同，因因此可以取取1，A軸線來近近似計算，計計算結(jié)果見見下表：墻體每片面積（m22）片數(shù)窗戶尺寸（m××m）窗戶個數(shù)底層橫墻7.5×4.552×52.1×3.00（2.4×3.00）2×7＋(1))×2二至六層橫墻7.5×3.662×52.1×2.11（2.4×3.00）2×7＋(1))×2七層橫墻7.5×4.552×52.1×2.11（2.4×3.00）2×7＋(1))×2底層縱墻6.85×4..53.2×4.55422.1×3.00（2.4×3.00）3×21×2二至六層縱墻3.2×4.553.2×4.554×52×52.1×2.11（2.4×3.00）3×5×21×5×2七層縱墻6.85×4..53.20×4..5422.1×2.11（2.4×3.00）3×21×2墻體自重重底層：（7.5×4.55×10--2.1××3.0××14-22.4×33×2）×0.225×7..5+（6.855*4.55*4+33.2*44.5*22-2.11*3.00*6-11.2*33*2）*0.225*7..5=7667.811=76882—6層：（7.5×3.66×10--2.1××2.1××14-22.4×22.1×22）×0.225×7..5+（6.855*3.66*4+33.2*33.6*22-2.11*2.11*6-11.2*22.1*22）*0.225*7..5=6441.933=6422底層：（7.5×4.55×10--2.1××2.1××14-22.4×22.1×22）×0.225×7..5+（6.855*4.55*4+33.2*44.5*22-2.11*2.11*6-11.2*22.1*22）*0.225*7..5=8550.844=8511內(nèi)墻采用1200㎜厚輕質(zhì)質(zhì)隔墻，取取某一標(biāo)準(zhǔn)準(zhǔn)層近似估估算為（7.5*5*44+7*99.6+77.8*66）*0.99*0.335*1..5=1224.744=12557荷載分層總匯頂層重力荷載代代表值包括括：屋面恒恒載，50屋面血荷荷載，縱橫橫梁自重，半半層柱自重重，半層墻墻體自重。其它層重力荷載載代表值包包括：樓面面恒載，50樓面均布布活荷載，縱縱橫梁自重重，樓面上上，下各半半層的柱及及縱、橫墻墻體自重，將將前述分項項荷載相加加，得集中中于各層樓樓面的重力力荷載代表表值如下：：第七層：G7=41199+50﹪×2666+23004+14479/22+8511+1255=82772第六層：G6==29003+500﹪×15220+23304+11479//2+15524/22+6422+1255=82336第五層：G5==29003+500﹪×15220+23304+11524++642++125==82588第四層：G4==82558第三層：G3==82558第二層：G2==82558第一層：G1==29003+500﹪×15220+23387+11524//2+19905/22+78++125==86588五水平地震力作作用下框架架側(cè)移計算算1橫梁線剛度混凝土C30，EC=3×1107在框架結(jié)構(gòu)中，現(xiàn)現(xiàn)澆樓面可可以作為梁梁的有效翼翼緣，增大大梁的有效效剛度，減減少框架側(cè)側(cè)移。為考考慮這一有有效作用，再再計算梁的的截面慣性性矩時，對對邊框架梁梁I=1..5I0，（I0為梁的有有效翼緣）中中框架梁I=2..0I0橫梁線剛度計算算結(jié)果見下下表梁號截面跨度慣性矩邊框架梁中框架梁L0.4×0.6657.49.15×100-313.73×110-35.56×100-318.3×100-37.42×100-3L0.4×0.6653.29.15×100-313.73×110-312.78×110-318.3×100-317.16×110-3L0.4×0.6657.59.15×100-313.73×110-3L0.4×0.6657.57.2×10--32.橫向框架側(cè)側(cè)移剛度ＤＤ值柱線剛度列于下下表柱線剛度柱號截面柱高度慣性矩線剛度Ｋ＝ＥＩ/h((KnZ10.8×0.884.53.4×10--322.6×1004Z20.8×0.883.63.4×10--328.3×1004Z30.7×0.774.52.0×10--313.3×1004橫向框架柱側(cè)移移剛度Ｄ值值計算項項目類型層邊框架邊柱0.332444554邊框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架邊柱0.514688258∑Ｄ=13598888邊框架邊柱0.089233184邊框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架邊柱0.303793868∑Ｄ12293044邊框架邊柱0.173136354邊框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架邊柱0.480378468∑Ｄ623466３橫向框架自振振周期按頂點位移法計計算框架的的自振周期期．頂點位移法是求求結(jié)構(gòu)基平平頻的一種種近似方法法．將結(jié)構(gòu)構(gòu)按質(zhì)量分分布情況簡簡化成無限限質(zhì)點的懸懸臂直桿，到到處以質(zhì)點點位移表示示的基頻公公式．這樣樣，只要求求出結(jié)構(gòu)的的頂點水平平位移，就就可按下圖圖求得結(jié)構(gòu)構(gòu)的基本周周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期期調(diào)整系數(shù)數(shù)．考慮填填充墻使框框架自振周周期減小的的影響，取?。?７５―――框架的頂頂點位移．．在未求出出框架的周周期前，無無法求出框框架的地震震力及位移移，Ｔ是將將框架的重重力荷載視視為水平作作用力，求求得的假想想框架頂點點位移．然然后由Ｔ求求出Ｔ，再再用Ｔ求得得結(jié)構(gòu)的底底部剪力，進進而求出框框架各層剪剪力和結(jié)構(gòu)構(gòu)真正的位位移．橫向框架頂點位位移見下表表橫向框框架頂點位位移計算層次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.19496823616508122930440.01340.0181665825824766122930440.02010.16824825833024122930440.02690.14813825841282122930440.03360.12122825849540122930440.04030.08761865858198135988880.04730.0473ＴＴ＝１.７×０.５×０.１９４９９＝０.５６4橫向地震作用計計算由設(shè)計資料可制制，建筑物物場地類別別為類，設(shè)設(shè)計特征周周期為０.３５Ｓ設(shè)計基本加速度度為０.２，地震震分組為第第一組，查查《建筑抗抗震設(shè)計規(guī)規(guī)范》地震震影響系數(shù)數(shù)＝０.16T1=0.56＞11.4TTg=1.44×0.335=0..49s,,應(yīng)考慮頂頂點附加地地震作用δ=0.08T1＋0.077=0.08××0.5＋＋0.077=0.11148結(jié)構(gòu)橫向水平地地震作用標(biāo)標(biāo)準(zhǔn)值各層橫向地震剪剪力計算見見下表各層橫向向地震作用用及地震剪剪力層次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.5001742.50063.622.582361853100.207950.132692.63353.618.982581560760.175803.253495.88843.615.382581263470.141647.194143.07733.611.78258966190.108495.724638.79923.68075344.254983.04414.54.58658389610.044201.965185.000.∑GiHi=8933547KKN注：表中第七層層Fi中加入ΔFn5橫向框架抗震變變形驗算多遇地震作用下下，層間彈彈性位移驗驗算見下表表，層間相相對轉(zhuǎn)角均均應(yīng)滿足要要求θe＜[θe]=1/5500橫向框架抗震變變形驗算層次層間剪力Vi((KN)層間剛度∑Gii(kn)層間位移層高層間相對轉(zhuǎn)角71742.5006234660.0027994.51/161062692.633122930440.0021993.61/164353495.888122930440.0028443.61/126544143.077122930440.0033773.61/166834638.799122930440.0037773.61/95024983.044122930440.0040553.61/88715185.000135988880.0038114.51/11806.縱向框架側(cè)移剛剛度Ｄ值橫向框架柱側(cè)移移剛度Ｄ值值計算項目類型層項目類型層邊框架邊柱0.332444554邊框架中柱0.46725314中框架中柱0.356476688中框架邊柱0.514688258∑Ｄ=13598888邊框架邊柱0.089233184邊框架中柱0.246644524中框架中柱0.116303928中框架邊柱0.303793868∑Ｄ12293044邊框架邊柱0.173136354邊框架中柱0.409322524中框架中柱0.218171868中框架邊柱0.480378468∑Ｄ6234667縱向框架自振周周期按頂點位移法計計算框架的的自振周期期．頂點位移法是求求結(jié)構(gòu)基平平頻的一種種近似方法法．將結(jié)構(gòu)構(gòu)按質(zhì)量分分布情況簡簡化成無限限質(zhì)點的懸懸臂直桿，到到處以質(zhì)點點位移表示示的基頻公公式．這樣樣，只要求求出結(jié)構(gòu)的的頂點水平平位移，就就可按下圖圖求得結(jié)構(gòu)構(gòu)的基本周周期：Ｔ＝１.７公式中＿＿＿基本周期期調(diào)整系數(shù)數(shù)．考慮填填充墻使框框架自振周周期減小的的影響，取?。?７５―――框架的頂頂點位移．．在未求出出框架的周周期前，無無法求出框框架的地震震力及位移移，Ｔ是將將框架的重重力荷載視視為水平作作用力，求求得的假想想框架頂點點位移．然然后由Ｔ求求出Ｔ，再再用Ｔ求得得結(jié)構(gòu)的底底部剪力，進進而求出框框架各層剪剪力和結(jié)構(gòu)構(gòu)真正的位位移．縱向框架頂點位位移見下表表縱縱向框架頂頂點位移層次Gi(kn)∑Gi(kn)Di(kn/m)δiΔi7827282726234660.01330.19496823616508122930440.01340.0181665825824766122930440.02010.16824825833024122930440.02690.14813825841282122930440.03360.12122825849540122930440.04030.08761865858198135988880.04730.0473ＴＴ＝１.７×０.５×０.１９４９９＝０.５６4縱向地震作用計計算由設(shè)計資料可制制，建筑物物場地類別別為類，設(shè)設(shè)計特征周周期為０.３５Ｓ設(shè)計基本加速度度為０.２，地震震分組為第第一組，查查《建筑抗抗震設(shè)計規(guī)規(guī)范》地震震影響系數(shù)數(shù)＝０.16T1=0.56＞11.4TTg=1.44×0.335=0..49s,,應(yīng)考慮頂頂點附加地地震作用δ=0.08T1＋0.077=0.08××0.5＋＋0.077=0.11148結(jié)構(gòu)縱向水平地地震作用標(biāo)標(biāo)準(zhǔn)值各層縱向地震剪剪力計算見見下表各層縱向地震作作用及層地地震剪力剪剪力層次hiHiGiGiHiFiVi74.52782722233440.2501742.5001742.50063.622.582361853100.207950.132692.63353.618.982581560760.175803.253495.88843.615.382581263470.141647.194143.07733.611.78258966190.108495.724638.79923.68075344.254983.04414.54.58658389610.044201.965185.000.∑GiHi=8933547KKN注：表中第七層層Fi中加入ΔFn5縱向框架抗震變變形驗算多遇地震作用下下，層間彈彈性位移驗驗算見下表表，層間相相對轉(zhuǎn)角均均應(yīng)滿足要要求θe＜[θe]=1/5500縱向框架架抗震變形形驗算層次層間剪力Vi((KN)層間剛度∑Gii(kn)層間位移層高層間相對轉(zhuǎn)角71742.5006234660.0027994.51/161062692.633122930440.0021993.61/164353495.888122930440.0028443.61/126544143.077122930440.0033773.61/166834638.799122930440.0037773.61/95024983.044122930440.0040553.61/88715185.000135988880.0038114.51/1180六水平地震作用用下橫向框框架內(nèi)力分分析選一榀中框架為為計算單元元，邊框架架與縱向框框架得計算算方法，步驟與中框架相相同水平平地震作用用下框架柱柱剪力和彎彎矩標(biāo)準(zhǔn)值值柱層次HiVi∑Di∑Gi(kn)∑Gii(kKDVikyiM下M上B、C柱74.51742.5006234661.848378460.0607105.70.32152.31323.6663.62692.633122930440.869793860.0646173.90.35219.16407.0253.63495.888122930440.869793860.0646225.80.35284.55528.4443.64143.077122930440.869793860.0646267.40.35337.23626.2833.64638.799122930440.869793860.0646299.60.35377.58701.2323.64983.044122930440.869793860.0646321.90.35405.59753.2514.55185.000135988881.088688250.0506262.40.36340.02613.92A、D柱74.51742.5006234660.558171860.027648.10.2656.27160.1463.62692.633122930440.262303920.024766.50.112.34213.1053.63495.888122930440.262303920.024786.40.1134.19276.6743.64143.077122930440.262303920.0247114.60.1140.52327.8733.64638.799122930440.262303920.0247123.10.1145.37367.1123.64983.044122930440.262303920.0247181.90.1148.74394.3514.55185.000135988880.328476680.0351114.60.16130.96687.54注：水平地震震作用下框框架梁端剪剪力及柱端端軸力標(biāo)準(zhǔn)準(zhǔn)值層次AB跨梁端剪力力BC跨梁端剪力力柱軸力LM左M右VbLM左M右VbNANB77.8160.1497.7033.063.9225.96225.96115.8833.0682.8267.8269.27168.9856.193.9390.55390.55200.2889.2522.9157.8302.41225.7867.123.9521.82521.82267.60156.97426.7947.8362.06275.0781.683.9635.76635.76326.03238.65671.1437.8407.63313.6192.473.9724.85724.85371.72331.12950.3927.8439.72341.51100.163.9789.32789.32404.78431.281255.01117.8736.28307.89133.873.9711.62711.62364.93565.151486.077七豎下荷載作用用下橫向框框架的內(nèi)力力分析仍取中框架計算算１荷載計算橫荷載：第七層梁的均布布線荷載（恒恒載）ＡＢ跨屋面均布恒載傳傳給梁5.422×3.775=200.33KN/mm橫梁自重（包括括抹灰）００.４４×（０.６５－０.１２）×２５＝５.８３KN/mmＣＤ跨屋面均布恒載傳傳給梁5.422×3.775=200.33KN/mm橫梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第七層梁A軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁傳來屋面板板自重：5..42×33.9×33.75==79.227KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN總計A軸線處集集中荷載：N7A=1660.055KN第七層梁B軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁傳來屋面板板自重1.755×5.442×3..9×3..75=1184.996KN0.444×（0.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN總計B軸線處集集中荷載：：N7B=2886.344KNAB跨中集中荷載：：次梁傳來屋面板板自重：55.42××3.755×3.99=79..27KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN總計AB跨中集中中荷載：N7M=1118.877KN第六層六層梁的均布線線荷載（恒恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第六層梁A軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁傳來屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN縱墻自重：（7.5××4.5－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=466.74KKN柱子自重：0..74×00.74××25×44.5=661.611KN總計A軸線處集集中荷載：N6A=2445.000KN第六層梁B軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁傳來樓面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0..74×00.74××25×44.5=661.611KN總計B軸線處集集中荷載：：N6B=2660.766KNAB跨中集中荷載：：次梁傳來樓面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN總計AB跨中集中中荷載：N6M=955.47KKN二～五層梁的均均布線荷載載（恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m二～五層梁A軸軸線處集中中荷載：縱梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.6－012）×25××7.5==39.66KN次梁傳來屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN縱墻自重：（7.5××3.6－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=344.09KKN柱子自重：0..84×00.84××25×33.=633.50KN總計A軸線處集集中荷載：N2～5A=2334.244KN二～五層梁B軸軸線處集中中荷載：縱梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.6—0.12）×25××7.5==39.66KN次梁傳來樓面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0.844×0.884×255×3.66=63..50KNN總計B軸線處集集中荷載：：N2～5B=2662.655KNAB跨中集中荷載：：次梁傳來樓面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN總計AB跨中集中中荷載：N2～5M=955.47KKN第一層梁的均布布線荷載（恒恒載）ＡＢ跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重（包括括抹灰）00.44××(0.665－0.122)×255=5.883KNN/mBC跨樓面均布恒載傳傳給梁3.822×3.775=144.33KN/mm橫梁自重(包括括抹灰)0..44×((0.655－0.122)×255=5.883KNN/m第一層梁A軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包包括抹灰）0..44×（0.65－0.12）×25××7.5==43.773KN次梁傳來屋面板板自重：3.882×3..9×3..75=555.877KN44×（0.66－0.12）×25××3.9××2=411.18KKN縱墻自重：（7.5××3.6－2.1××2.1××2）×7.55×0.225=344.09KKN柱子自重：0..84×00.84××25×33.=633.50KN總計A軸線處集集中荷載：N1A=2338.377KN第一層梁B軸線線處集中荷荷載：縱梁自重（包括括抹灰）0..44×（0.65—0.12）×25××7.5==43.773KN次梁傳來樓面板板自重1.755×3.882×3..9×3..75=997.777KN0.44×（00.6－0.12）×25××3.9××3=611.78KKN柱子自重：0.844×0.884×255×3.66=63..50KNN總計B軸線處集集中荷載：：N1B=2666.788KNAB跨中集中荷載：：次梁傳來樓面板板自重：33.82××3.755×3.99=55..87KNN次梁自重：：00.44××（0.6－0.12）×25××7.5==39.66KN總計AB跨中集中中荷載：N1M=955.47KKN活荷載屋面均布活荷載載：2.0××3.755=7.55KN/mmAB跨中集中荷載：：3..75×33.9×22.0=229.255KNA軸線處集中荷載載：3.775×3..9×2..0=299.25KKNB軸線處集中荷載載：1..75×33.75××3.9××2.0==51.119KN樓面均布布活荷載：2.0××3.755=7.55KN/mmAB跨中集中荷載：：3..75×33.9×22.0=229.255KNA軸線處集中荷載載：3.775×3..9×2..0=299.25KKNB軸線處集中荷載載：1..75×33.75××3.9××2.0==51.119KN中框架橫荷載即即活荷載見見下圖所示示：框架豎下下荷載示意意圖（1）恒載示意（2）活載示示意用彎矩分配法計計算框架彎彎矩（1）計算梁、柱轉(zhuǎn)轉(zhuǎn)動剛度本框架結(jié)構(gòu)對稱稱，荷載近近似對稱，因因此可取半半邊結(jié)構(gòu)進進行計算，如如右圖所示示計算分配系數(shù)見見下表節(jié)點∑Sikμ左梁μ右梁μ上柱μ下柱74×7.42++13.33×4——0.383——0.61764×7.42++28.33×4＋13.33×4——0.1650.2670.56854×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43644×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43634×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43624×7.42++28.33×4＋28.33×4——0.1270.4360.43614×7.42++22.66×4＋28.33×4——0.1340.4070.459144×7.42++13.33×4＋34.3320.2660.306——0.428134×7.42++34.332＋28.33×40.1390.1600.2240.477124×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.380114×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.380104×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.38094×7.42++34.332＋28.33×80.1110.1280.3800.38084×7.42++34.332＋28.33×40.1160.1340.3530.398傳遞系數(shù)遠端固定，傳遞遞系數(shù)為1/2，遠端滑動，傳遞遞系數(shù)為－－1。彎矩分配恒載作用下，框框架的彎矩矩分配計算算見下頁圖圖，框架的的彎矩見圖圖，活荷載載作用下框框架的彎矩矩分配見圖圖，框架的的彎矩見圖圖。在豎向荷載作用用下，考慮慮框架的梁梁端的塑性性內(nèi)力重分分布，取彎彎矩調(diào)配系系數(shù)為0.8，調(diào)幅后后，恒載及及活載彎矩矩圖見圖及圖中括號內(nèi)內(nèi)數(shù)值。梁端剪力及柱軸軸力計算梁端剪力VV=VQ+VM公公式中，VQ——梁上線荷荷載引起的的剪力，通通過各種荷荷載作用下下剪力疊加加而得VM——梁端端彎矩引起起的剪力，VM=∑M/L=（M左—M右）/L柱軸力N=V++P公式中，V=梁端剪力力P=節(jié)點集中中力及柱子子自重以AB跨，六七層梁在在荷載作用用下，梁端端剪力及柱柱軸力計算算為例七層：ABB跨q1=200.33KN//m，q2=5.883KNN/mp=1118.887KNVq左=Vq右=220.333×7.88/4+5.883×7..8/22+1118.877/2=1211.82KN調(diào)幅前：Vm左=Vm右=（143..59—184..33）/7..8=—5.222KNV左=Vq左+Vqq右=1116.66KNV右=Vq左+Vqq右=1277.04KKN調(diào)幅后：Vm左=Vm右=（122..05—156..68）/7..8=44.44KNV左=Vq左+Vqq右=1117.388KNV右=Vq左+Vqq右V=1226.266KNBCC跨q11=200.33KN//m，q2=5.883KNN/mVq左=Vq右=220.333×3.99/4+5.883×3..9/22=311.19KN六層：ABB跨q1=144.33KN//m，q2=5.883KNN/mp=995.477KNVq左=Vq右=144.33××7.8//4++5.833×7.88/2+95..47/2=1121.882KNN調(diào)幅前：Vm左=Vm右=（154..23—167..51）/7..8=--1..70KNNV左=Vq左+Vqq右=996.722KNV右=Vq左+Vqq右=1000.12KKN調(diào)幅后：Vm左=Vm右=（131..10—142..38）/7..8=－1.455KNV左=Vq左+Vqq右=966.97KNV右=Vq左+Vqq右V=999.87KNBCC跨q11=144.33KN//m，q2=5.883KNN/mVq左=Vq右=114.333×3.99/4+5.883×3..9/22=255.34KKN其它層梁柱剪力力及軸力見見下恒載作用用下梁端剪剪力及柱軸軸力層次荷載引起的剪力彎矩引起的剪力總剪力柱軸力AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNTNBNTNB7121.8231.19-5.22(-4.44)0(117.38))116.60126.26(127.04))31.19277.43399.04200.15261.76698.4225.34-1.70(-1.45)096.72(96.97)100.12(99.87)25.34681.01744.51450.89514.39598.4225.34(-0.53(-0.45)096.72(96.97)98.95(98.87)25.341076.7221140.222704.41767.91498.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.341472.4661535.966957.901021.400398.4225.34-0.48(-0.40)096.72(96.97)98.90(98.82)25.341868.2221931.7221211.3771274.877298.4225.34-0.50(-0.42)096.72(96.97)98.92(98.84)25.342263.9662327.4661464.8661528.366198.4225.34-0.73(-0.62)096.72(96.97)99.15(99.04)25.342663.6332743.0111714.4221793.800注：括號內(nèi)為調(diào)調(diào)幅后的剪剪力值活荷載作用下梁梁端剪力及及柱軸力層次荷載引起的剪力彎矩引起的剪力總剪力柱軸力?AB跨BC跨AB跨AB跨AB跨BC跨A柱B柱VL=VRVL=VRVL=VRVL=VRVLVRVL=VRNN729.2514.63-1.57(-1.34)027.68(27.91)30.82(30.59)14.6357.1637.91629.2514.63-0.13(-0.11)029.12(29.14)29.38(29.26)14.63115.5574.59529.2514.63(-0.16(-0.13)029.09(29.12)29.41(29.38)14.63173.92111.29429.2514.63-0.17(-0.14)029.08(29.11)29.42(29.38)14.63232.28148.00329.2514.63-0.03(-0.026))029.22(29.22)29.28(29.28)14.63290.75184.60229.2514.63-0.40(-0.34)028.85(28.91)29.65(29.59)14.63349.91220.51129.2514.63-0.20(-0.17)029.05(29.08)29.45(29.42)14.63408.24257.25注：括號內(nèi)為調(diào)調(diào)幅后的剪剪力值八內(nèi)力組合梁端內(nèi)力組合計算梁端彎矩時時，控制截截面為柱端端，而非柱柱軸心，因因此應(yīng)采用用M—V×1//2進行計算算不利組合時，考考慮了地震震力的方向向。梁跨中彎矩計算算，跨間Mmax為跨跨中最大彎彎矩即為簡支條件下下荷載作用用下梁跨中中彎矩與經(jīng)經(jīng)過修正后后端彎矩作作用下梁跨跨中彎矩之之和。AB跨Mmax=1/88q1l2＋pl/4＋1/166q2l2－（M左+M右）/2其中，q1———跨內(nèi)均布布荷載qq2——跨內(nèi)三角角形分布荷荷載P——跨內(nèi)集中中荷載M——梁左、右端彎矩矩，取括號號內(nèi)數(shù)值；；注：梁截面計算所采采用的跨中中正彎矩不不應(yīng)小于按按簡支梁計計算的跨中中彎矩的一一半，如果果小于應(yīng)取取較大值。BC跨Mmmax=11/8q11l2＋1/122q2l2其中：q1——跨內(nèi)均布布荷載q2——跨內(nèi)三角角形分布荷荷載例如：對對于第七層層梁恒載作用下AB跨Mmaxx=1/88×5.883×7..82＋1/166×20..33×77.82＋118..87×77.8/44－（122..05+1156.668）/2=2214.007KN//mBBC跨Mmax=1/88×5.883×3..92＋1/122×20..33×33.92=36..85KNN/m活載作用下AB跨Mmax=11/16××7.5××7.822＋29.225×7..8/4－（29.333+399.75）/2=551.022KN/mmBBC跨Mmax=1/112×7..5×3..92=9.551KN//m第六層梁恒載作用下AB跨Mmaxx=1/88×5.883×7..82＋1/166×14..33×77.82＋95.447×7..8/4－（131..10+1142.338）/2=1148.225KN//mBBC跨Mmax=1/88×5.883×3..92＋1/122×14..33×33.92=29..25KNN/m活載作用下AB跨Mmax=11/16××7.5××7.822＋29.225×7..8/4－（38.889+399.74）/2=446.244KN/mmBBC跨Mmax=1/112×7..5×3..92=9.551KN//m其它各層的計算算見表格在豎下荷載和地地震力組合合下的跨中中最大彎矩矩MGE的計算算，因采用用數(shù)解法計計算需要分分段來考慮慮，所以采采用結(jié)構(gòu)力力學(xué)求解器器來計算。計算結(jié)果見下表表九截面設(shè)計1.承載載力調(diào)整系系數(shù)γRE考慮地震作用時時，結(jié)構(gòu)構(gòu)構(gòu)件的截面面設(shè)計采用用下列表達達式：SS≦R/γRE公式中γRE———承載力調(diào)調(diào)整系數(shù)，取取值見下表表；S——地震作用效應(yīng)或或地震作用用效應(yīng)與其其它效應(yīng)的的基本組合合；R——結(jié)構(gòu)構(gòu)件的承載載力。承載力調(diào)整系數(shù)數(shù)γRE見下表表材料結(jié)構(gòu)構(gòu)件受力狀態(tài)γRE鋼筋混凝土梁受彎0.75軸壓比小于0..15的柱偏壓0.75軸壓比不小于00.15的柱偏壓0.80抗震墻偏壓0.85各類構(gòu)件受剪、偏拉0.85橫向框架梁的截截面設(shè)計梁的控制截面如如圖所示混凝土強度等級級采用C30（fc=14..3N/㎜2），鋼筋筋采用Ⅱ級鋼筋（fy=3000N/㎜2），箍筋筋采用Ⅰ級鋼筋（fy=2100N/㎜2）。梁的正截面強度度計算梁的正截面強度度計算梁的斜截面強度度計算a驗算截面面尺寸b×h4400㎜×6500㎜hw=h0=6155hww/b=6615/4400＜4(一般梁)V=0.25ββCfcbh0=0.225×1..0×144.3×4400×6615==879..45KKN>Vmaxb驗算是是否需要計計算配置箍箍筋7ftbh0=0.77×14..3×4000×6115=2446.255KN≥V(不)當(dāng)僅配箍筋時VCS=0.422ftbh0＋1.255fyv··ASV·h0/S≥Vρsvmin=00.28fft/fyv=0..28×11.43//210=0.113℅C梁的斜斜截面強度度計算為防止梁在彎曲曲屈曲前發(fā)發(fā)生剪切破破壞，截面面設(shè)計時，對對剪力設(shè)計計值進行調(diào)調(diào)整如下：：Vb==ηV(Mbl＋Mbr)/ln+Vgb其中Vgb—重力荷載載作用下按按簡支梁分分析的梁端端剪力設(shè)計計值，Vgb=1.2[[q1橫/4＋q2橫/2＋0.5（q1活/4）]ln+1.22×(P11＋0.5PP2)/2計算結(jié)果見下表表；ηV—剪力增大系數(shù)，對對二級框架架取1.2；LN—梁的凈凈跨，取LAB=7..8，LBC=3..9；梁的斜截面強度度計算3柱的截面設(shè)計控制截面為上、下下柱?；炷敛捎肅330,ffc=14..3N//㎜2,縱筋采用Ⅱ級鋼筋fy=3000N/㎜2,箍筋采用Ⅰ級鋼鋼筋，fy=2100N/㎜2.軸壓比驗算本框架結(jié)構(gòu)抗震震等級為二二級，查《抗抗震設(shè)計規(guī)規(guī)范》得軸軸壓比為0.8，由A柱內(nèi)力組合表得得Nb—b=4271.225KNNμC=N/Afc==42711.25××103/8000×8000×14..3=0.467<00.8滿足軸壓比的限限值。正截面承載力計計算框架結(jié)構(gòu)的變形形能力與框框架結(jié)構(gòu)的的破壞機制制密切相關(guān)關(guān)，一般框框架，梁的的延性遠大大與柱子，梁梁先屈服可可使整個框框架有較大大的內(nèi)力重重分布和能能量消耗能能力，極限限層間位移移增大，抗抗震性能較較好。若柱柱形成了塑塑性鉸，則則會伴隨產(chǎn)產(chǎn)生極大的的層間位移移，危及結(jié)結(jié)構(gòu)承受垂垂直荷載的的能力并可可能使結(jié)構(gòu)構(gòu)成為機動動體系。因因此，在框框架結(jié)構(gòu)設(shè)設(shè)計中，應(yīng)應(yīng)體現(xiàn)“強梁若柱”，即一，二二級框架梁梁柱的節(jié)點點處，除頂頂層和軸壓壓比小于0.15者外（因因頂層和軸軸壓比小于于0.15的柱可認(rèn)認(rèn)為具有與與梁相近的的變形能力力），梁、柱柱端彎矩應(yīng)應(yīng)符合下述述公式的要要求：二級框架ΣMC>1.2ΣMb式中，ΣMC——節(jié)點上、下柱端端順時針或或反時針方方向截面組組合的彎矩矩設(shè)計值之之和；ΣMB——節(jié)點左、右梁端端順時針或或反時針方方向截面組組合的彎矩矩設(shè)計值之之和；地震往復(fù)作用，兩兩個方向的的彎矩設(shè)計計值均應(yīng)滿滿足要求，當(dāng)當(dāng)柱子考慮慮順時針彎彎矩之和時時，梁應(yīng)考考慮反時針針方向彎矩矩之和，反反之亦然。因因采用對稱稱配筋，所所以取兩組組中較大值值計算配筋筋。由于框架結(jié)構(gòu)的的底層柱過過早出現(xiàn)塑塑性屈服，將將影響整個個結(jié)構(gòu)的變變形能力。同同時，隨著著框架梁鉸鉸的出現(xiàn)，由由于內(nèi)力重重分布，底底層柱的反反彎點具有有較大的不不確定性。因因此，對一一，二級框框架底層柱柱考慮1.25的彎矩增增大系數(shù)。以B柱第一層梁為例例,有內(nèi)力組組合表查得得,ΣMC左左震5582.331+8222.344=14889.288KN··m右右震4435.442+7226.044=11661.466KN·mm取ΣMb=14664.655KN//m柱端彎矩矩組合ΣMC左震8770.166+6199.12==14899.28KKN·m右震4335.422+7266.04==11611.46KKN·m取ΣMC=1757.558KN··m1b—1b截面M=478.006×1..25=5597.558KN··m1t—1t截面M=870.116+1668.455=10338.611KN·m2b—2b截面M=619.112+1119.855=7388.97KKN·m確定最不利內(nèi)力力2b—2bb截面M=738.977×0.88=5911.18KN·mmN=334.883×0..8=2667.866KN··mM=109.003KNN·mN=2142..15KKN·m1t—1t截面M=1038..617××0.8==830..89KKN·mN=279.776×0..8=2223.811KN··mM=82.888KN··mN=2417..45KNN·m1b—1b截面M=597.558×0..8=4778.066KN··mN=375.002×0..8=3000.022KN··mM=41.944KN··mN=2512..71KNN·m其它節(jié)點計算見見下表節(jié)點ΣMCΣMb1.2ΣMbM上M下1984.87++178..52=11163..391132.4661358.9551150.422*0.88=9200.34166.822619.79++161..84=7781.663750.03900.04713.68**0.8==570..94149.093584.89++154..47=7703.336708.05849.66641.28**0.8==513..02144.384531.80++200..40=7732.220647.89777.47564.68**0.8==451..74170.235463.66++137..47=6601.113570.09684.11527.66**0.8==422..13125.166370.33++194..41=5561.441530.71636.85417.62**0.8==334..10175.387401.19372.44446.69446.69**0.8==357..35130.388870.16++619..12=11489..881464.6551757.5881038.611*0.88=8300.89591.1891066.322+5744.98==16411.31617.6551941.1881261.155*0.88=10008.922544.0310995.97++522..36=11518..331493.2881791.9441175.455*0.88=9400.36493.1911899.00++452..58=11351..581326.8771592.2441059.088*0.88=8477.26426.5312769.04++371..54=11140..581115.3331338.4902.42**0.8==721..93348.7813286.88++620..99=9907.887880.701056.844722.89**0.8==578..31267.1614522.84533.49640.19512.15169.65柱中截面采用對對稱配筋,具體配筋筋計算見下下表A柱正截面面承載力計計算B柱正截面面承載力計計算（3）斜截面承載力力計算以①柱底層為例進行行計算僅需按構(gòu)造要求求配置箍筋筋②柱底層：僅需按構(gòu)造要求求配置柱受剪截面：滿足十二、板的配筋筋計算樓面活荷載：板自重加上下層層粉刷：砼C20，鋼筋用用HPB2235按彈性理論設(shè)計計⑴q=1.442.0==2.8g=1.23..82=44.58g+=4.522=1.33=5.882=1.4g+q=4.558+2..8=7..83⑵計算跨度：內(nèi)跨：==（軸線間間距離），邊跨：=-2500=1000/2⑶彎矩計算：跨中最大大彎距為當(dāng)當(dāng)內(nèi)支座固固定時在g+作用下下的跨中彎彎矩值與內(nèi)內(nèi)支座鉸支支時在作用用下的跨中中彎矩之和和。泊松比比取0.2，支座最最大負(fù)彎矩矩為當(dāng)內(nèi)支支座固定時時g+q作用下支支座彎矩。根根據(jù)不同的的支座情況況，分為B1，B2，B3，B4四種區(qū)格格板。沿樓樓蓋周邊按按實際支承承情況確定定。例如：：=37500mm=39000mm/=0.996查表m1=（0.1936++0.200.017728）（g+）+（0.044016++0.20.033648）=1.867++0.9334=2..801kkN·mm2=（0.017288+0.220.011936）（g+）+（0.033648++0.20.04416）=2.6007kNN·m==-0.054426（g+q）=-5..631kN·mm==-0.05225（g+q）=-5..45kkN·m對邊區(qū)格板的簡簡支邊，取取或=0。各區(qū)格格板分別算算得的彎矩矩值列于下下表：板的計算表22區(qū)區(qū)格項目B1（）B2（）B3B4L013.553.553.73.753.73.93.753.90.960.910.990.96m1（0.025566+0.22×0.0023088）×5.882×3..552+（0.044016++0.2××0.033648）1.4××3.5552=3.0093.082.972.80m22.85（0.0159++0.2××0.022638）5.822×3.5552+（0.033592++0.2××0.044468）×1.44×3.5552=2.3352.542.61m1/-6.66-6.11-6.12-5.63m1//0-6.11-6.12-5.63m2/-6.45-5.23-5.57-5.45m2//005.45⑷截面設(shè)計板的配筋表23B1L011003.55177.946@150188L02902.85158.736@150188B2L011003.08154.396@150180L02902.35130.886@200141B3L011002.97148.876@150188L02902.54141.466@150188B4L011002.48112.286@200141L02902.08116.296@200141100-5.63282.218@160314100-4.36218.556/8@1550262100-6.66333.83HYPERLINK"mailto:8@150"8@150335100-6.45323.31HYPERLINK"mailto:8@150"8@150335100-5.23262.16HYPERLINK"mailto:6/8@150"6/8@1500262100-5.57279.208@160314其中:h=120㎜㎜=0..9十二、樓梯配筋筋計算標(biāo)準(zhǔn)層：層高高3.6mm，踏步尺尺寸1500mm300mmm，C20砼，板采采用HPB2235鋼筋，梁梁縱筋HRB鋼筋