合肥某中學辦公樓設計計算書

安徽新華學院本科畢業(yè)設計 1 3 51結構設計技術條件 51.1工程概況 51.2設計依據(jù) 5 5 5 6 6 61.3.1平面、立體布置 61.3.2柱網(wǎng)布置 61.3.3沉降設置 61.4梁板的截面尺寸 61.5柱截面尺寸 72重力荷載計算 8 82.1.1屋面及露面永久荷載標準值 8 82.1.3樓面均布荷載 82.1.4樓面活荷載 9 92.3柱體荷載計算 安徽新華學院本科畢業(yè)設計3橫向水平地震作用下框架內(nèi)力和側(cè)移計算 3.1.1橫向線剛度 3.1.2橫向框架柱的側(cè)移剛度D值 3.1.3橫向框架自振周期 3.2水平地震作用下橫向框架的內(nèi)力分析 3.3橫向風荷載作用下框架的內(nèi)力和側(cè)移計算 3.3.1風荷載標準值的計算 3.3.3風荷載作用下的水平位移驗算 4豎向荷載作用下框架結構的內(nèi)力計算 4.3活載計算 4.4荷載作用下的內(nèi)力計算 4.4.4梁端剪力和軸力 4.5.1重力荷載代表值計算 4.5.2重力荷載等效計算 4.5.3重力荷載彎矩二次分配計算 安徽新華學院本科畢業(yè)設計5.1框架梁內(nèi)力組合 5.2框架柱內(nèi)力組合 6.1承載力抗力調(diào)整系數(shù)'he 6.2.1梁的正截面設計 6.2.2梁的斜截面設計 6.3.1剪跨比和軸壓比驗算 6.3.2柱正截面承載力計算 6.3.3柱斜截面受剪承載力計算 7.1設計資料 7.3彎矩計算 7.4截面設計 8樓梯設計 8.2.1確定板厚 8.2.2荷載計算 8.2.3內(nèi)力計算 8.3.1荷載計算 8.4.1荷載計算 安徽新華學院本科畢業(yè)設計8.4.2內(nèi)力計算 8.4.3配筋計算 9.1獨立基礎設計 9.1.1基礎參數(shù)選取 9.1.2基礎底面積計算 9.1.3承載力驗算 9.1.4抗沖切驗算 9.2聯(lián)合基礎設計 9.2.1選型 9.2.2地基承載力驗算 91 9.2.4地震作用組合 97 981本設計主要針對結構方案中框架10軸進行結構設計，在確定了框架平面布水平風荷載作用下的層間內(nèi)力和位移。然后，計算豎向荷載作用下的結構內(nèi)力，算和施工圖繪制。2calculation,loadrepresentvalue;thenusethevertexdisplacementmethod,andthenreinforcement.Inaddition,the3建筑設計計意圖。美觀、環(huán)境相宜”的原則，該大學會議接待中心采用框架結構，5層，造型力求美觀，基礎采用獨立基礎的形式，結構可靠，功能合理。觀的要求考慮建筑體型及立面的雛形。45結構設計1.1工程概況項目名稱：某中學辦公樓設計建筑地點：合肥市1.2設計依據(jù)(6)《建筑結構設計手冊》(靜力計算)b層：亞粘土，厚度0.5-1.5m,地基承載力標準值fk=180kp。;c層：粘土，厚度5-7m,硬塑狀，地基承載力標準值fk=240kpa;6總體布置見圖1-1:111111111111111111111117111111111111111117截面寬度：b=h/3～h/2=300mm～200mm,取b=300mmL?邊：截面高度：h=L/18~截面寬度：b=h/3~梁板截面尺寸見表1-1,梁布置見圖1-2:L?邊/mm11111111111111111111111111111111111111圖1-2梁布置圖1.5柱截面尺寸(1)柱組合軸壓力設計值查抗抗震規(guī)范GB50011—2010,得框架柱軸壓比限值μx=0.85(3)截面計算邊柱：增大系數(shù)取β=1.3,負載面積為6×3m2,各層重力荷載代表8中柱：β=1.25,負載面積為(6+6)/2×(6+2.4)/2m2,g=12kN/mm2,n=5Ac=N/(0.85×14.3)=155D?/∑D?>0.7的需求)2重力荷載計算2.1屋面、露面荷載計算2.1.1屋面及露面永久荷載標準值屋面：二氈三油層2.1.2屋面均布活載2.1.3樓面均布荷載kN4.8kN/m29共計：抹10厚混合砂漿：合計(每根) 合計(每根)合計(每根)故每根重為：3.97kN/m×1.8m×9=38.07kN自重：25kN/m3×0.25×(0.45-0.1)=2.18抹10厚混合砂漿：0.01×[(0.45-0.1)×2+0.25]×17=0.162.3柱體荷載計算室內(nèi)外高差0.45m,底層柱埋置深度0.5m根數(shù)：9×4=36根抹10厚混合砂漿：0.01×0.6×4×17kN/m3=0408kN/m故每根重為：(4.55-0.1-0.1)×(9+0.408)=40.92kN其它層：KZ-2截面0.6m×0.6m長度3.6m根數(shù)36×4=144根抹10厚混合砂漿：0.01×0.6×4×17kN/m3=0408kN/m故每根重為：(3.6-0.1-0.1)×(9+0.408)=32.928kN梁柱自重見表2-1:表2-1梁柱自重截面(m2)根數(shù)每根重量(KN)0.3×0.660.3×0.669L1邊0.6×0.60.6×0.6共計：2.375kN/m26×2+2.4+2×0.3=15m共2片墻自重見表2-2:表2-2墻體自重墻體每片面積片數(shù)重量底層縱墻外墻內(nèi)墻底層橫墻外墻41內(nèi)墻922其它層縱墻外墻內(nèi)墻其它層橫墻外墻41內(nèi)墻922女兒墻縱墻48.6×1.22橫墻22.5荷載總匯頂層：半層墻自重+女兒墻自重頂層恒載Q:3317.76kN頂層活載Q?:437.4kN頂層梁自重Q:18KL邊+36KL?+9L?中+16L?邊=18×23.82+36×23.82+9×4.23+16×14.1=頂層柱自重Q?:36×32.93=1185.48kN頂層墻自重Q?:1118.13+590.18=1708.31kN女兒墻自重Q?:362.52kN=3317.76+0.5×437.4+1464.67+0.5×1185.48+0.5×17082～4層：重力荷載代表值=樓面恒載+50%樓面活載+縱橫梁自重+樓面上、下各半層的柱及縱橫墻自重樓面恒載Q?:2784.78kN樓面活載Q?:1822.5kN柱自重Q?:1185.48kN墻體自重Q?:1708.31kNG?~G?=Q?+1/2Q?+Q?+1/2(Q?+Q?)+1/2(Q?+Q?)=2874.78+0.5×1822.5+1185.=6589.82kN底層；重力荷載代表值=樓面恒載+50%樓面活載+縱橫梁自重+樓面上、下各半層的柱及縱橫墻自重樓面恒載Q:2784.78kN樓面活載Q?:1822.5kN安徽新華學院本科畢業(yè)設計梁自重Q:1464.67kN墻體自重Q?:[(1330.18+709.43)+(1118.13+590.18)]/2=1873.96kN=2784.78+0.5×1822.5+1464.67+1329各層重力荷載代表值見圖2-1:3橫向水平地震作用下框架內(nèi)力和側(cè)移計算3.1水平地震作用下框架的側(cè)向位移驗算在框架結構中，現(xiàn)澆板的樓面，板可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側(cè)移。為考慮這一有利作用，在計算梁的截面慣性行矩時，對現(xiàn)澆樓面的邊框架取I=1.5I?(I?為梁的截面慣性矩),對中框架取I=2.0I?,橫向框架計算簡圖見圖3-1,橫向線剛度計算見表3-1。表3-1橫向剛度計算梁號L截面跨度慣性矩邊框架梁中框架梁66KLI中LI邊6柱線的剛度見表3-2:柱號Z截面柱高度慣性矩線剛度0.6×0.60.6×0.6梁的跨度取軸線間距，即邊跨6m,中間跨2.4m,底層柱地下埋深0.5m,則底層柱高4.55m,其它層柱高3.6m,混凝土彈性模量E。,柱C30,E=3×103kN/m2, 底層中框架邊柱：底層邊框架中柱：底層邊框架邊柱：2～5層邊框架中柱：92～5層邊框架邊柱：92～5層中框架中柱：92～5層中框架邊柱；各層柱側(cè)移剛度D值見表3-3:柱型項目根數(shù)底層中框架中柱中框架邊柱邊框架中柱4中框架邊柱4中框架中柱中框架邊柱邊框架中柱4中框架邊柱4底層剛度最小，其層間剛度與上一層之比：ZD,/∑D,=724957.12/809545.48=0.9>0.7且底層與其上相鄰三個樓層側(cè)向剛度平均值之比：故該框架為規(guī)則框架。a,一基本周期調(diào)整系數(shù)，考慮填充墻使框架自振周期減少的影響，取0.75;△T—框架的頂點位移；AT是將框架的重力荷載視為水平作用力，求得的假想框架頂點位移。然后由△T求出T?再用T?求出框架結構的底部剪力，進而求出框架各層剪力和結構的真正位移。橫向框架頂點位移計算見表3-4:表3-4橫向框架頂點位移層次層間相對位移543213.1.4橫向地震作用計算在II類場地，7度設防區(qū)，設計地震分組為第一組的情況下，結構的特征周期T=0.35s,水平地震影響系數(shù)最大值為αm=0.08。由于T?=0.461(s)<1.4T?=1.4×0.35=0.49(s),不需要考慮頂點附加地震作用。按底部剪力法求得的基底剪力，若按分配給各層，則水平地震作用呈例三角形分布。對一般層，這種分布基本符合實際，但對結構上部，水平作用小于按時程分析法和振型分解法就得的結果，特別對于周期比較長的結構相差更大。地震的宏觀震害也表明，結構上部往往震害很嚴重。因此，δ,即頂部附加地震作用系數(shù)考慮，頂部地震力的加大，δ。也考慮了結構周期和場地影響，且修正后的剪力分布與實際更加吻合。r為衰減指數(shù)，取0.9,δ,=0.08T?+0.07=0.080×0.461+0.結構水平地震作用標準值GG=0.85ZG,=0.85×(6810.55+3×65898.82+8363.96)=29702.37kN各層樓的水平地震作用按下式計算：頂部附加水平地震作用應作用于第四層，各層樓得水平地震作用見表3-5和圖3-2:表3-5各層橫向地震作用及樓層地震剪力層次543211111111111111111111111111111111111111111111111111111113.1.5橫向框架抗震變形驗算橫向框架抗震變形驗算詳見表3-6:層次層間剪刀層間剛度層間相對位移層間位移層高層間相對彈性轉(zhuǎn)角Q54321由表知最大值在第二層：1/1173<1/550,滿足《建筑抗震設計規(guī)范》(GB50011-2001)第5.5.1條的規(guī)定。3.2水平地震作用下橫向框架的內(nèi)力分析本設計說明書以的圖3-1中⑥軸線橫向框架內(nèi)力計算為例，說明計算方法及過程，其余框架內(nèi)力計算從略。本設計采用D值法計算，水平地震作用下的框架內(nèi)力，各層柱的側(cè)移剛度以及各層層間剪力已由前面計算得出，各柱所分配的剪力，由下式計算；D,為第i層第j根柱側(cè)移剛度；為第i層所有柱側(cè)移剛度之和；柱反彎點高度比根據(jù)下式計算；y?為某層上下梁線剛度不同時，對y?的修正值；y?為上層層高與本層高度不同時，對yo的修正值；y?為下層層高與本層高度不同時，對y?的修正值。因為本設計各層梁截面相同，即線剛度相同，故不需要考慮y,值，而且只有一、二層分別需要考慮y?、y?由柱剪力v,和反彎點高度比y,按下式計算柱端彎矩；上端：M"=V×(h-y)具體計算過程及結果見表3-7和表3-8:層次KyM上(kN.m)M下(kN.m)54321層次KM上(kN.m)M下(kN.m)5321右梁的線剛度比例分配：由梁端剪力疊加便可求得框架柱軸力，其中邊柱為各層梁端剪力按層疊加，中柱軸力為兩側(cè)梁端力之差，亦按層疊加，具體計算過程及結果見表3-9。表3-9梁端彎矩、剪力及柱軸力計算層次邊橫梁中橫梁柱軸力M左MlMMlV中柱N54321(2)表示M單位為kN.m,V單位為kN,N單位為kN,1單位為m。231.48圖3-3水平地震作用下框架彎矩圖(kN.m)///查表得脈動增大系數(shù)ξ=1.19,脈動影響系數(shù)v=0.4取中框架縱向框架柱，其負載寬度為3.6m,沿房屋高度的分布風荷載標準值層次μ514321則一榀框架各層節(jié)點處風荷載標準值如圖3-5所示；F,=(1.31+0.82)×(1.2+3.6/2)=6.39kNF?=(1.11+0.69)×3.6=6.48kNF,=(0.85+0.53)×(3.6/2+4.05/2)=5.28kN風荷載作用下框架各層間剪力及位移計算見表3-11:表3-11風荷載作用下框架各層間剪力及位移計算層次54321風荷載作用下框架的最大層間位移角為1/68644,遠小于1/550,滿足要求。風荷載作用下框架結構的內(nèi)力計算過程與水平地震的相同，計算結果見表層次邊柱DKyM54321層次中柱VKyMM下54321層次邊橫梁中橫梁柱軸力MMlM左Ml邊柱N54321注：(1)柱軸力的負號表示拉力；安徽新華學院本科畢業(yè)設計(2)表中M單位為kN.m,V單位為kN,N單位為kN,1單位為m。V4VV圖3-7風荷載作用下梁端剪力及柱軸力圖(kN)4豎向荷載作用下框架結構的內(nèi)力計算4.1計算單元4.2恒載計算梁自重，為均布荷載形。q?=0.3×(0.7-0.1)×25kN/mq,=0.3×(0.4-0.1)×25kN/m圖4-2各層梁上作用的恒載q,=4.4×3.6=15.84kN/mq?'=4.4×2.4=10.56kN/m0.2×(0.5-0.1)×25×1.05×3.6+1.2×7.2×2.375=1334.4+0.3×(0.7-0.1)×25×1.05×7.2+0.2×(0.5-0.1)×25×1.05×3.60.1)×25×1.05×1.2=146.43kN學習1～4層：q?=4.725+2.21×(3.6-0.7)=11.134kN/mq?=2.363kN/mq?=3.91×3.6=14.076kN/mq?=3.91×2.4=9.384kN/m+0.2×(0.5-0.1)×25×1.05×3.6+(7.2-0.6)×(3.6-0.7)×2.38°+(3.6+0.3×(0.7-0.1)×25×1.05×7.2+0.2×(0.5-0.1)×25×1.05×3.6+(7.2-0.6)×(3.6-×2.21+(3.6+0.3-0.24)×(3.6-0.5)×2.21+0.2×(0.4-0.1)×25×1.05×1.2=2024.3活載計算活荷載作用下各層框架梁上的荷載分布如圖4-3所示：對于第5層，不上人屋面，只有雪荷載：g,=0.6×3.6=2.16kN/mg?=0.6×2.4=1.44kN/m對于1～4層，樓面活載：q?=2.5×3.6=9kN/mq?=2.5×2.4=6kN/m對于1到5層荷載計算結果見表4-1和表4-2:表4-1橫向框架恒荷載匯集表層次qqMM5表4-2橫向框架活荷載匯集表層次MM5964.4荷載作用下的內(nèi)力計算4.4.1恒載等效計算梁上分布荷載由矩形和梯形兩部分組成，根據(jù)固端彎矩相等的原則，先將梯形分布荷載以及三角形分布荷載化為等效均布荷載，等效均布荷載的計算公式如圖所示：qq圖4-4梯形荷載圖4-5三角形荷載第5層：即頂層梯形、三角形荷載轉(zhuǎn)化為等效均布荷載9邊=9spei+(1-2o2+a3)qsp?=4.725+(1-2×0.252+0.253)×15.84=18.84kN/m則頂層各桿的固端彎矩為：4-1層：9=9pe,+(1-2o2+a3)qpe?=11.134+(1-2×0.251+0.253)×14.076=23.68kN/m則各端柱固端彎矩為：4.4.2活荷載等效計算9=(1-2o2+o3)qq中=5q/8梯形荷載和三角形荷載轉(zhuǎn)化為等效荷載：9近=(1-2a2+o3)qse?=(1-2×0.252+0.253)×2,16=1.92kN/m則頂層各桿固端彎矩為：1～4層：9邊=(1-2o2+o3)g2=(1-2×0.252+0.253)×9=8.02kN/m則頂層柱各桿固端彎矩為：4.4.3荷載彎矩二次分配計算梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配法計算，由于結構和荷載對稱，故計算時可以用半框架，彎矩計算過程如圖4-6、圖4-7所示，所得彎矩如圖4-8、圖4-9上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁WEED上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁EEV調(diào)幅系數(shù)0.854.4.4梁端剪力和軸力(1)恒載作用下梁端剪力計算①梁端剪力由兩部分組成a荷載引起的剪力，計算公式為：q、g:分別為矩形和三角形荷載b彎矩引起的剪力，計算原理是桿件彎矩平衡，即：EF跨：因為EF跨兩端彎矩相等，故vg=V,=0②柱的軸力計算頂層柱頂軸力由節(jié)點和節(jié)點集中力疊加得到，柱底軸力為柱頂軸力加上柱的自重，其余層軸力計算同頂層，但需要考慮該層上部柱的軸力的傳遞。③柱的剪力計算：分別為經(jīng)彎矩分配后的上、下端彎矩，1為柱長度④恒載引起的剪力：第4～1層：彎矩引起的剪力：DE跨：(2)活載作用下梁端剪力計算①梁端剪力由兩部分組成a荷載引起的剪力，計算公式為：b彎矩引起的剪力，計算原理是桿件彎矩平衡，即：EF跨：因為EF跨兩端彎矩相等，故vg=V,=0②柱的軸力計算；頂層柱頂軸力由節(jié)點和節(jié)點集中力疊加得到，柱底軸力為柱頂軸力加上柱的自重，其余層軸力計算同頂層，但需要考慮該層上部柱的軸力的傳遞。③柱的剪力計算：④活載引起的剪力：第5層：第4～1層：彎矩引起的剪力；DE跨；(3)計算總匯恒載、活載作用下梁端剪力及柱軸力計算結果見表4-3和表4-4:層次由荷載引起的由彎矩引起的總剪力柱軸力DE跨D柱E柱NNNN5040302010層次由荷載引起的由彎矩引起的總剪力柱軸力D柱E柱VN50403020104.5重力荷載作用內(nèi)力計算4.5.1重力荷載代表值計算對于第5層：g?=4.725KN/mq?=2.363kN/m對于第1～4層：計算匯總結果，見表4-5:層次qPMM54.5.2重力荷載等效計算9n=9spe,+(1-2α2+α3)?spe2=4.725+(1-2×0.252+0.253)×16.92=19.27kN/m則頂層各桿固端彎矩為：1～4層：9=9g1+(1-2α2+α3)gz=11.134+(1-2×0.252+0.253)×18.58=27.68kN/m則頂層各桿固端彎矩為：4.5.3重力荷載彎矩二次分配計算梁端、柱端彎矩采用彎矩二次分配計算，由于結構和荷載對稱，故計算時可以用半框架，彎矩計算過程如圖4-10所示，所得彎矩如圖4-11所示。上杜下柱右梁左梁上柱下柱右梁EED調(diào)幅系數(shù)0.85計算公式：分別為矩形和三角形荷載彎矩引起的剪力：重力荷載引起的剪力：第5層：第5層：v?=-Vg=-(65.59-58.81)/7.2=-0.94kN第1層：v,=-Vg=-(95.63-89.34)17.2=-0.87kN重力荷載作用下梁端剪力及柱軸力計算結果見表4-6:層次由荷載引起的由彎矩引起的總剪力柱軸力DE跨EF跨DE跨EF跨DE跨EF跨D柱E柱NNNN50403020105內(nèi)力組合;圖5-1框架梁內(nèi)力組合圖X截面處彎矩：跨1.2(恒+0.5活)1.3地震q5432154321跨553.78/82.743210.52/6.65-12.32/32.794-48.84/70.79-5.3/7.7321注意：左震：右震：框架梁內(nèi)力組合見表5-3:表5-3梁內(nèi)力組合表層次位置內(nèi)力荷載類型豎向力與地震荷載組合恒載①活載②地震荷載③風荷載④十②十十④5DMVEMVE右MV跨中004DMVEMVEMV跨中M003D石MVEM干165.43VEMV跨中M002DMVE左M干197.93VEMV跨中M001D石MVE左M干199.45VEMV跨中00載按樓層折減系數(shù)，具體組合結果見表5-4、表5-5、表5-6和表5-7:表5-4橫向框架D柱彎矩和軸力組合層次位置內(nèi)力荷載類型豎向力與地震荷載組合恒載①活載②地震荷載③鳳荷載④十②④5頂頂柱M干42.87N干11.12柱底M士23.08N干11.124頂頂柱M干96.6N干41.52柱M底N3M干117.22N柱底MN2柱頂M干128.11N干148.35柱底MN1M干124.64N柱底MN表5-5橫向框架E柱彎矩和軸力組合層次位置內(nèi)力荷載類型豎向力與地震荷載組合恒載①活載②地震荷載③風荷載④十②+④5MN柱M底N4M干121.81NMN3頂頂柱MN柱底MN2M干174.87NMN干81.81MN底底柱M士269.28N表5-6橫向框架D柱剪力組合層次荷載類型豎向力與地震荷載組合恒載①活載②地震荷載③風荷載④②十④54321士78.27表5-7橫向框架E柱剪力組合層次荷載類型豎向力與地震荷載組合恒載①活載②地震荷載③風荷載④十②十④54士61.523216截面設計s≤R/rE式中：r一承載力調(diào)整系數(shù)，取值見表6-1;材料結構構件受力狀態(tài)鋼筋混凝土梁受彎軸壓比小于0.15的柱偏壓軸壓比不小于0.15的柱偏壓抗震墻偏壓各類構件受剪、偏拉6.2橫向框架梁截面設計以第一層DE跨梁為例，其余各層的縱向鋼筋計算結果見6-2。梁控制截面的內(nèi)力如圖6-2所示，混凝土強度等級C25(f。=11.9N/mm2,f,=1.27N/mm2),箍筋為HPB235(f,=210N/mm2)。按梁的跨度考慮：按梁的凈距Sn考慮：按梁翼緣高h,考慮：故翼緣不受限制。翼緣計算寬度b取三者中較小的值，即2400mm。辨別T型梁截面類型。M屬于第一類T型截面。T形梁計算截面簡圖如圖6-3所示：支座彎矩：rEMp右=0.75×369.87=277.4kN·m跨中截面彎矩：Mg=4.36kN·m<5.44kN(靜力組合)取5.44kN.m第一層框架梁的正截面強度計算見表6-2:表6-2第一層框架梁的正截面承載力計算截面IVM選筋4塵22實際面積注：表中II、V的M為靜力組合的M,不需要調(diào)整m表6-3第二層框架梁的正截面承載力計算截面IVMh選筋實際面積表6-4第三層框架梁的正截面承載力計算截面IVM選筋實際面積注：表中II、V的M為靜力組合的M,不需要調(diào)整表6-5第四層框架梁的正截面承載力計算截面IM選筋實際面積注：表中II、V的M為靜力組合的M,不需要調(diào)整表6-6第五層框架的正截面承載力計算截面IVM選筋實際面積注：表中II、V的M為靜力組合的M,不需要調(diào)整整如下：M'+M"=128.61+161.45=290Vo=V臣左=1.1×585,71/6.6×109.65=207.27kNreVD右=0.75×207.27=155.45kNr?Vg有=0.75×188.17=141.13kN表6-7梁的斜截面強度計算截面剪力V(kN)箍筋直徑中(mm)肢數(shù)nA箍筋間距S(mm)加密區(qū)長度：1.5h=1050mm,取2φ8100。rgV右=0.75×200.23=15017kNrnEV有=0.75×181.76=136.32kN故截面尺寸滿足要求。非加密區(qū)箍筋取2中8@150,加密區(qū)取2φ8@100,箍筋設置滿足要求。其它層梁端箍筋計算如一、二層，具體計算過程見表6-8:表6-8框架梁箍筋計算表層次截面梁端加密區(qū)非加密區(qū)實配鋼筋p5雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)4雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)3雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)2雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)1雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)雙肢8@100(1.01)雙肢8@150(0.22%)6.3柱截面設計柱截面尺寸宜滿足剪跨比及軸壓比的要求，剪跨比宜大于2,本結構框架抗震等級為三級，軸壓比應小于0.9,各層柱剪跨比及軸壓比計算過程及結果如表6-9所示：柱號層次fMD柱54321E柱543216.3.2柱正截面承載力計算以第一層E柱為例說明計算方法及過程，其余柱的計算見表6-10和表6-11。由E柱內(nèi)力組合表中選出第一層柱不利內(nèi)力進行配筋計算。根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB50010-2002)第7.3.11條，底層柱的計算高度可按1.0H計算，則1。=4.55m,其余層高度按1.25H計算。,,,取5=1.0對稱配筋故為大偏心受壓，且；有效。計算A及A故為小偏心受壓N=2468,26kN<α,fbh5。=14.3×600×560×0.55=2642.64αN本設計框架抗震等級為三級，根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB50010-2002)規(guī)定，柱全部縱向鋼筋配筋率不應小于0.7%,且每側(cè)的配筋率不應小于0.2%,A,=A,=Pbh=0.2%×600×600=720mm2層次M偏心類別p5大偏心4大偏心3大偏心2大偏心1大偏心層次M5偏心類別實配鋼筋Pp5大偏心4大偏心3大偏心2大偏心1大偏心6.3.3柱斜截面受剪承載力計算以第一層為例說明計算方法與過程，其余柱的計算結果見表6-12,《混凝土結構設計規(guī)范》(GB50010-2002)11.4.8條規(guī)定，對于剪跨比x>2的框架柱，考慮地震作用組合的受剪截面應符合下列條件；V?！?.2βfbh。/rg剪力設計值按下列調(diào)整：數(shù)。數(shù)0.85,又因為是底層柱，所以要乘以彎矩增大系數(shù)1.15。0.2β.fbh。/r=0.2×0.1×14.3×600×560×1故截面滿足要求。根據(jù)規(guī)范規(guī)定，計算斜截面抗震受剪承載力時，軸向力取考慮地震作用組合的軸向壓力設計值和0.3fbh中的較小值。0.3f,bh=0.3×14.3×600×600故取V=1544.4kNλ=H,/2h。=4.45×103/(2×560)=3.97>3,取λ=3故此處按構造配置箍筋。根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB50010-2002)第11.4.17條，柱端加密區(qū)箍筋滿足最小體積配箍率的要求。由表6-9可得一層E柱的軸壓比μ=0.379,柱混凝土強度等級為C30,小于C35,故混凝土軸心抗壓強度設計值按C35取，即f.=16.7N/mm2,根據(jù)《混凝土結構設計規(guī)范》(GB50010-2002)第11.4.17條查得λ,=0.068,則最小體積配筋率：Pvmm=λf./f=0.068×16.7/210=0.54%>0.4%柱頂和柱底加密區(qū)范圍?。篽=Mm{500,H/6=742},取800mm底層柱柱底：h=Mm(500,H,/3=1483},取1500mm柱端加密區(qū)箍筋選用4肢10@100,計算,滿足要求。,非加密區(qū)箍筋選用4肢10@150,計算得,;且s=150mm<10d=200mm,滿足要求。柱號層次N加密區(qū)非加密區(qū)543215E43柱柱21節(jié)點設計根據(jù)地震震害分析，不同烈度地震作用下鋼筋混凝土框架節(jié)點的破壞程度不同，7度時，未按抗震設計的多層框架結構節(jié)點較少破壞，因此，對不同的框架，應有不同的節(jié)點承載力和延伸要求?！督ㄖY構抗震規(guī)范》規(guī)定，對一、二級抗震等級的框架節(jié)點必須進行受剪承載力計算，而三級抗震等級的框架節(jié)點，僅按構造要求配箍，不再進行受剪承載力計算。7板的設計7.1設計資料板按考慮塑性內(nèi)力重分布方法計算，取1m寬板為計算單元?；炷敛捎肅25,fe=11.9N/mm2,鋼筋采用HPB235,f,=210N/mm2。g+q=8.19kN/m27.2樓面板布置樓面板的平面布置，如圖7-1所示：圖7-1樓面板的平面布置圖求各中間支座最大負彎矩，按恒載及活載均滿布各區(qū)格板計算，則取荷載p=g+q=8.19kN/m2。內(nèi)力計算簡圖及計算結果見表7-1:區(qū)格A區(qū)格B區(qū)格C區(qū)格3600/7200=0.5跨內(nèi)計算簡圖LggHH0十0支座計算簡圖7.4截面設計截面有效高度：選用中8鋼筋作為受力鋼筋，則短邊方向跨中截面的有效高截面彎矩設計值，該板四周與梁整澆，故彎矩設計值應按如下折減：C區(qū)格不予折減；B區(qū)格跨中截面與B-B支座截面折減20%;,截面配筋計算結果及實際配筋見表7-2:截面選配剛筋實配面積跨中1.方向1方向1.方向1.方向C區(qū)格1.方向1方向D區(qū)格1.方向1方向支座8.1踏步計算150mm,踏步寬取300mm,按板式樓梯形式進行設計，樓梯平面如圖8-1所示。8.2梯段板設計8.2.1確定板厚梯段板的厚度為8.2.2荷載計算取1m寬板作為計算單元恒荷載：踏步重：斜板重：20mm厚水泥砂漿找平層：活荷載設計值：q?=1.4×2.5=3.5kN/m8.2.3內(nèi)力計算跨中彎矩：8.2.4配筋計算8.3平臺板計算恒荷載計算：平臺板自重(假定板厚100mm):0.1×1×25=2.5kN/m8.3.2內(nèi)力計算計算跨度：配筋計算：8.4平臺梁計算(取1m寬板帶計算)梯段板傳來：梁自重(b×h=250mm×400mm):1.2×0.25×(0.4-0.1)×25=2.25kN/mq=26.04kN/m8.4.2內(nèi)力計算取兩者中較小者1=3.57m8.4.3配筋計算縱向鋼筋(按第一類倒L形截面計算)翼緣寬度取值為：取b,=595mm箍筋按構造配置中8@200。9基礎設計9.1獨立基礎設計9.1.1基礎參數(shù)選取9.1.2基礎底面積計算則f。=ηar(d-0.5)+f考慮偏心受壓，將基礎底面增大20%,即取A=1.2