1、鄭州大學現代遠程教育畢 業(yè) 設 計題 目： 鄭州市帝豪煙廠辦公樓設計 入 學 年 月_2013年9月_ 姓 名_ _ 袁 醞_ 學 號專 業(yè)_ _土木工程_ 聯 系 方 式 學 習 中 心 _浙江寧海_指 導 教 師 _ 張香開_ 完成時間_2015_年_7_月_8_日摘 要 本次畢業(yè)設計題目為鄭州大學五層行政辦公樓，鋼筋混凝土框架結構，結構抗震等級為三級。建筑面積5763.0m2，基底面積1152.6m2； 地上五層為辦公室，每層高為3.9m，室內外高差0.6m。本次設計分為建筑與結構設計兩部分。本計算書包括了整個設計的計算過程及相關的說明

2、。其中主要有結構布置、結構選型、一榀框架的完整計算：包括荷載計算、內力計算、內力組合、截面設計及配筋計算。此外，還有柱下基礎、樓梯、現澆板等構件的設計。關鍵字：建筑設計 結構計算 內力計算 配筋計算 Abstract：The graduation design topic for Yixing Yangxian University five executive office building, reinforced concrete frame structure, seismic grade three.The building area of 5763.0m2, the basal ar

3、ea of 1152.6m2; on five levels for each office, height 3.9m, the height difference of indoor and outdoor 0.6m.This design is divided into two parts of architectural and structural design.This thesis includes all the calculations of the design process and related documentation.One of the main structu

4、re arrangement, structure type, a complete calculation of the frame include: load, internal force calculation, internal force combination, cross section design and reinforcement calculation.In addition, there are column foundation, stairs, cast-in-situ slabs design.Key word：Architectural design Stru

5、cture calculation Internal force calculation Reinforcement calculation目 錄前 言.11建筑設計部分.11.1工程概況.11.2設計的基本內容22結構方案選擇與平面布置.22.1 框架結構平面布置.22.2 框架結構承重方案的選擇.32.3 梁、柱截面尺寸的初步確定32.4 構造要求.62.5 現澆樓板設計.122.6基礎設計.162.7 樓梯設計.212.8 雨篷設計.212.9結構圖.223結論 . 284致謝 參考資料 .29前 言目前，框架結構是應用非常廣泛的一種結構布置形式。它具有柱梁承重，墻體只起分隔和圍護的作用

6、，房間布置比較靈活，門窗開置的大小、形狀都較為自由的特點。但鋼筋及水泥用量雖然比較大，造價也比磚混結構的高。本設計是大學辦公樓，所以選用框架結構。1 建筑設計部分1.1 工程概況建筑名稱：鄭州市帝豪煙廠辦公樓設計建筑地點：鄭州市高新開發(fā)區(qū)文化大道北建筑類型：五層行政辦公樓，鋼筋混凝土框架結構，結構抗震等級為三級。建筑介紹：建筑面積5763.0m2，基底面積1152.6m2； 地上五層為辦公室，每層高為3.9m，室內外高差0.6m。功能布置：a.底層布置門廳、接待室、值班室、配電間、消防控制室。b.二、三層每層各設100 m2會議室1間，60 m2間辦公室2間。c.頂層布置200 m2活動室，其

7、余為普通辦公室。d.其它各層房間為普通辦公室。e.各層均布置男女衛(wèi)生間，并設前室。f.屋面為上人屋面。建筑設備：本辦公樓采用集中空調，水、電由市政提供。建筑裝修及材料：a.外墻面：外墻涂料。b.內墻面：內墻涂料。衛(wèi)生間及前室內墻面選用面磚。c.頂棚：吊頂部分用輕鋼龍骨礦棉吸音板吊頂，其余采用內墻涂料。d.樓、地面：地板磚。墻體材料： 外墻采用250厚加氣混凝土砌塊，內墻采用200厚加氣混凝土砌塊，標高-1.450以下墻體為250厚鋼筋混凝土墻。門窗：a.建筑外窗抗風壓性能為3級、氣密性能為4級、水密性能3級、b.保溫性能為3級、 隔聲性能為3級。c.門窗制作安裝應遵照全國通用建筑標準設計92S

8、J704。地震條件：該地區(qū)抗震設防烈度為7度，地震分組為：第二組；設計基本地震加速度值為0.15g，建設場地工程地質概況：1、 地質條件：地形、地貌：擬建場地地貌屬山前沖洪積平原。2、 地質構成：根據巖土工程勘察報告，按地層的成因、時代及物理力學性質差異，勘探深度范圍內從上到下場地地質構成如下：1）耕土，層厚0.400.70m； 2）粉質粘土，層厚3.203.70m，承載力標準值kPa；3）粉質粘土，層厚02.50m，承載力標準值kPa；4）粉質粘土，層厚3.604.60m，承載力標準值kPa。3、 水文概況：場地地下水類型為孔隙潛水，勘察期間測得地下水位埋深4.50m，場地水位年變幅1.01

9、.5m。4、 巖土工程評價根據地質勘察結果，場地地形平坦，由于場區(qū)地基土層層面坡度均小于10，地基土的物理力學性能差異不大，因此地基屬均勻性地基。鄭州地區(qū)屬非自重濕陷性黃土地區(qū)。1.2 設計的基本內容結構設計包括結構布置，設計依據、步驟和主要計算過程及計算結果，計算簡圖等，具體如下內容：（1）結構設計依據與步驟；（2）結構布置方案；（3）計算書。2 結構設計部分2.1 框架結構平面布置柱網與層高：本行政辦公樓采用柱距為7.2m的內廊式小柱網，局部采用4.5m柱距，邊跨分別為7.2m和7.2m，中間跨度2.4m。辦公樓層高3.9m, 柱網布置如圖2-1所示：圖2-1柱網布置圖2.2 框架結構承重

10、方案的選擇豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本行政辦公樓框架的承重方案為橫向框架承重方案，這可使橫向框架梁的截面高度大，增加框架的橫向側移剛度。2.3 梁、柱截面尺寸的初步確定2.3.1框架梁的截面尺寸1梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8，截面寬度一般取截面高度的1/2至1/3，即為（1/121/8）×7200=600mm900mm，（1/121/8）×4500=375mm562.5mm，則取梁截面高度h1=600mm;h2=400mm, 截面寬度b取(1/3

11、1/2)h=250mm,所以梁截面尺寸處定為b×h=250mm×600mm;250mm×500mm,250mm×400mm。梁截面尺寸如表2-1所示：梁截面尺寸(mm) 表2-1 混凝土等級 橫梁（b×h） 縱梁（b×h） AB跨、CD跨 BC跨 C30 250×600 250×400 250×5002.3.2框架柱的截面尺寸框架柱的截面尺寸根據柱的軸壓比限值，按下列公式計算： （1）柱組合的軸壓力設計值 N=FgEn 注：作用組合后柱軸壓力增大系數。 F支狀態(tài)計算柱的負載面積，見圖1.1。 gE建筑面積

12、上的重力荷載代表值，可近似的取14kN/m2。 n計算截面以上的樓層層數。（2）AcN/UNfc 注：UN框架柱軸壓比限值，本方案為三級抗震等級，建筑抗震設計規(guī)范GB 50011-2010可知取為0.85。 fc凝土軸心抗壓強度設計值，對C30，查得14.3N/mm2。（3）計算過程對于邊柱：(=1.3)N=FgEn=1.3×4.5×3.6×14×5=1474.2（kN）AcN/uNfc=1474.2×103/(0.85×14.3)=121283(mm2) 取500mm×500mm對于中柱：(=1.25)N=FgEn=1.2

13、5×4.8×4.5×14×5=1890（kN）AcN/uNfc=1890×103/(0.85×14.3)=155492(mm2 取500mm×500mm各層柱截面尺寸如表2-2所示：柱截面尺寸（mm） 表2-2層次混凝土等級b×h1C30550×5502-5C30500×5002.3.3框架結構計算簡圖圖2-2框架計算簡圖本行政辦公樓，層高3.9m，室內外地坪高差0.6m?；A埋置深度為（3.9×5）/ 12+0.6=2.025取2.10m2.3.4樓板的截面尺寸 邊跨：1/50

14、15;4500=90mm 取h=120mm 走廊：1/50×2400=48mm 取h=100mm框架結構承重方案的選擇：豎向荷載的傳力途徑：樓板的均布活載和恒載經次梁間接或直接傳至主梁，再由主梁傳至框架柱，最后傳至地基。根據以上樓蓋的平面布置及豎向荷載的傳力途徑，本辦公樓框架的承重方案為縱橫向框架承重方案， 梁、板、柱、樓面均采用現澆形式，計算圖如下所示：（注：此處為了方便計算，對柱網布置做了適當調整，計算書軸線標注與圖中不同，詳見梁的計算跨度如圖1-2所示）圖1-1框架柱網布置圖圖1-2 梁的計算跨度2.4 構造要求由于影響地震作用和結構承載力的因素很復雜，在對地震破壞的機理還不十

15、分確定的情況下，對結構的許多方面難以做出準確的計算，因此依據大量的實際工程經驗及震害調查資料，建筑結構抗震規(guī)范提出了一系列合理的結構構造措施以保證結構的抗震能力。1）、梁的構造（1）框架梁的截面尺寸一般由三個條件確定：最小構造截面尺寸要求；抗剪要求；受壓區(qū)高度的限值。框架梁的截面高度hb一般按（1/81/12）lb（lb為梁的計算跨度）估算，且不宜大于1/4凈跨，梁的高寬比bb/hb較小時，混凝土抗剪能力有較大降低，同時梁截面寬度不宜小于200mm和1/2bc（bc為柱寬），梁截面的最小尺寸還應滿足豎向荷載作用下的剛度要求。為防止梁發(fā)生斜壓破壞，保證混凝土具有一定的抗剪承載力和箍筋能夠發(fā)揮作用

16、，梁截面應滿足抗剪要求.抗震設計， V1/RE（0.20 fcbh0）式中hw截面的腹板高度，矩形截面取有效高度h0，T形截面取有效高度減去翼緣高度，形截面取腹板凈高。為便框架具有足夠的變形能力，梁的受壓區(qū)高度應滿足：非抗震設計 ， xh0抗震設計， 一級 x0.25h0 二級 x0.35h0梁的變形能力主要取決于梁端的塑性轉動量，而塑性轉動量主要與混凝土相對受壓區(qū)高度有關。試驗表明，當x/ h0在0.250.35范圍內時，梁的位移延性系數可達34。在計算相對受壓區(qū)高度時，可考慮受壓鋼筋的作用。（2）梁的縱向鋼筋 抗震設計時：縱向受拉鋼筋配筋率不應大于2.5%，也不應小于附表3-5中的數值?？?/p>

17、慮到水平力產生的剪力在框架梁總剪力中占的比例很大，且水平力往復作用下，梁中剪力反號，反彎點移動的因素，在框架梁中不采用彎起鋼筋，梁中全部剪力由箍筋和混凝土共同承擔。梁截面上部和下部至少分別配置兩根貫通全跨的鋼筋，一、二級框架梁其直徑不小于14mm ，且不應小于梁端頂面和底面縱向鋼筋中較大截面積的1/4，三、四級框架梁縱筋直徑不小于12mm。在地震反復荷載作用下，梁中縱向鋼筋埋入柱節(jié)點的相當長度范圍內，混凝土與鋼筋的粘結力易發(fā)生破壞，因此，應比非抗震框架的錨固長度大。一級框架 laE=la+10d二級框架 laE=la+5d三、四級框架 laE=la一、二級框架梁縱向鋼筋應伸過邊柱節(jié)點中心線。當

18、縱向鋼筋在節(jié)點水平錨固長度不夠時，應沿柱節(jié)點外邊向下彎折。試驗表明，伸入支座彎折錨固的鋼筋，錨固力由彎折鋼筋水平段的粘結強度和垂直段的彎折錨固作用所構成。水平段的粘結，是構成錨固的主要成份，它控制了滑移和變形，在錨固中起很大作用，故不應小于0.45laE。垂直段只在滑移變形較大時才受力，要求垂直段不小于10d，因隨垂直段加長，其作用相對減小，故限制最大垂直段長度為22d?？v向鋼筋的接頭，一級框架中應采用焊接；二級框架中宜采用焊接。梁端部縱向受壓鋼筋與受拉鋼筋面積的比值As/As,一級框架不應小于0.5，二、三級框架不應小于0.3。因梁端部的底面和頂面縱向鋼筋鋼筋配筋量的比值，對梁的變形能力有較

19、大影響。一方面，梁底面鋼筋可增加負彎矩時塑性轉動能力；另一方面，防止正彎矩作用時屈服過早或破壞過重而影響負彎矩作用是強度和變形能力的正常發(fā)揮。（3）梁的箍筋抗震設計時：箍筋應做135o彎鉤，彎鉤端頭直段長度不應小于10d（d為箍筋直徑）。根據試驗和震害調查，發(fā)現梁端破壞主要集中雜1.52.0倍梁高的范圍內。為保證梁具有足夠的延性，提高塑性鉸區(qū)壓區(qū)混凝土的極限壓應變值，并防止塑性鉸區(qū)最終發(fā)生斜裂縫破壞，在梁端縱筋屈服范圍內，加密封閉式箍筋，對提夠梁的變形能力十分有效。同時，為防止壓筋過早壓曲，應限制箍筋間距。試驗表明，當縱向鋼筋屈服區(qū)內配置箍筋間距小于6d8d(d為縱向鋼筋直徑)時，在壓區(qū)混凝土

20、徹底壓潰前，壓筋一般不會發(fā)生壓曲現象，能充分發(fā)揮梁的變形能力。為此規(guī)定了梁的加密區(qū)長度，箍筋最大間距及最小直徑，如附表2-4所示。非加密區(qū)箍筋間距不應大于hb/2，bb及250mm加密區(qū)箍筋的肢距，一、二級不應大于200mm ,三、四級不宜大于200mm?？v向鋼筋每排多于4根時，每隔一根宜用箍筋或拉筋固定，梁端第一箍筋距柱邊一般為50mm沿梁全長，箍筋的配筋率sv不應小于下列規(guī)定：一級抗震 0.035fc/fyv二級抗震 0.030fc/fyv 三、四級抗震 0.025fc/fyv2）、柱的構造（1）柱截面尺寸 ：框架柱截面尺寸一般由三個條件確定， 最小構造截面尺寸要求； 軸壓比的要求； 抗剪

21、要求。由構造要求，框架柱截面高度hc不宜小于400，柱截面寬度bc不宜小于300mm； hc/bc不應超過1.5，應盡量采用方柱。由于短柱的延性較差，容易產生見切破壞，故柱凈高Hc與柱截面在邊長hc之比不宜小于4。若實際工程中避免不了的短柱，應采取構造措施，提高柱的延性及抗剪能力。當軸力過大時，柱的延性減小，易產生脆性破壞，所以柱的豎向荷載和地震作用組合下的軸力應滿足軸壓比c的要求：一級框架 c0.7二級框架 c0.8三級框架 c0.9柱截面尺寸還應滿足抗剪強度要求：非抗震設計 Vc0.25fcbh0抗震設計 Vc1/RE（0.25fcbh0）（2）柱的縱向鋼筋：框架柱宜采用對稱配筋以適應水平

22、荷載和地震作用正反兩向的要求?？蚣苤v向鋼筋最大配筋率max（包括柱中全部縱筋）在非抗震時不應大于5%，抗震設計時不應大于4%，在搭接區(qū)段內不應大于5%；當柱凈高與截面有效高度之比為34時（短柱），其縱向鋼筋單邊配筋率不宜超過1.2%，并沿柱全長采用符合箍筋。為保證柱的延性，框架柱中全部縱向鋼筋截面面積與柱有效結脈內積之比不應小于min(見附表2-6)?？蚣苤锌v向鋼筋間距不應過大，以便對核心混凝土產生約束作用。在非抗震設計時，不應大于350mm，抗震設計時，不應大于200mm?？v向鋼筋的接頭，一級框架應采用焊接接頭，二級框架底層應采用焊接接頭，其他層宜采用焊接接頭，三級框架可采用搭接接頭，但

23、底層宜采用焊接接頭。縱向鋼筋接頭應避開柱端加密區(qū)，同一截面內的接頭鋼筋面積不宜大于總鋼筋面積的1/2，相鄰接頭間距，焊接時不小于500mm,搭接時不小于600mm，接頭最低點距樓板面至少750mm，并不小于柱截面長邊尺寸?？v筋的搭接長度，非抗震設計時，不小于1.2la;一級抗震設計時，不小于1.2la+10d;二級不小于1.2la+5d；三、四級不小于1.2la。框架頂層柱的縱向鋼筋應錨固在柱頂或伸入板、梁內，其錨固長度自梁底面起算為lw,抗震設計時，一級不小于la+10d；二級不小于la+5d；三、四級不小于la；且至少有10d以上的直鉤長度，非抗震設計也不小于la。（3）柱的箍筋箍筋對框架

24、柱的抗震能力至關重要，歷次震害表明，箍筋過細，間距太大，構造不合適是框架柱破壞的重要原因。箍筋對柱的核心混凝土起著有效的約束作用，提高配箍率可以顯著提高受壓區(qū)混凝土的極限壓應變，從而增加柱的延性，柱的箍筋有以下構造要求：筋宜采用復合箍筋，當每邊縱筋大于或等于4根時，宜采用井字型箍筋，有抗震設防要求時，縱筋至少每隔一根有箍筋或拉筋拉接，以固定其位置，并使縱筋在兩個方向都有約束。箍筋的肢距不宜大于200mm，為保證箍筋能在核心混凝土內錨固，在地震荷載作用下，混凝土保護層脫落后鋼筋仍不散開，繼續(xù)約束核心混凝土。箍筋應做135o彎鉤，彎鉤端頭直段不小于10d（d為箍筋直徑）。端箍筋加密區(qū)范圍為：截面高

25、度（或圓柱直徑）、柱凈高的1/6和450mm三者中的較大值，對底層柱底，取剛性地面上下個500mm。一級框架角柱及任何框架中的短柱，需要提高變形能力的柱，沿柱全高加密箍筋，加密區(qū)箍筋最大間距及最小直徑應滿足附表2-7要求?？蚣苤?，截面尺寸不大于400mm時，箍筋最小直徑可采用6；角柱、短柱箍筋間距不應大于100mm。加密區(qū)箍筋的體積配箍率，應滿足附表2-8的要求（體積配箍率=VSV/VC；VC為混凝土體積；VSV為在VC內箍筋的體積 ）。注：計算箍筋體積配箍率時，不計重疊部分的箍筋體積。加密區(qū)的箍筋不應小于加密區(qū)箍筋的50%，為施工方便，宜不改變直徑而將間距擴大一倍，但對一、二級抗震，間距不宜

26、大于10d ,三級不宜大于15d（d為縱筋直徑）。向鋼筋搭接接頭處，箍筋間距應符合以下要求：縱筋受拉時，不大于5d及100mm，縱筋受壓時，不大于10d及200mm。附表2-1 活荷載按樓層的折減系數的值墻、柱、基礎計算、截面以上的層數1234568920>20計算截面以上各樓層活荷載總和的折減系數1.00（0.9）0.850.700.650.600.55附表2-2承載力抗震調整系數RE材料結構構件受力狀態(tài)RE鋼筋混凝土梁受彎0.75軸壓比小于0.15的柱偏壓0.75軸壓比大于0.15的柱偏壓0.80抗震墻偏壓0.85各類構件受剪、偏拉0.85附表2-3 軸壓比限值類型抗震等級一二三框架

27、柱0.70.80.9框支柱0.60.70.8附表2-4 梁加密區(qū)長度、箍筋最大間距及最小直徑（mm）抗震等級加密區(qū)長度（取大值）箍筋最大間距（取小值）箍筋最小直徑一2hb,500hb/4,6d,10010二1.5hb,500hb/4,8d,1008三1.5hb,500hb/4,8d,1508四1.5hb,500hb/4,8d,1506附表2-5 抗震設計時框架梁縱向受拉鋼筋最小配分率抗震等級支座跨中一0.400.30二0.300.25三、四0.250.20附表2-6 框架柱縱向鋼筋最小配筋百分率設 計 類 別構 件非抗震設計抗震設計一二三四中柱、邊柱0.40.80.70.60.5角柱0.41.

28、00.90.80.7附表2-7 加密區(qū)箍筋最大間距及最小直徑（mm）抗震等級箍筋最大間距（采用小值）箍筋最小直徑一6d,100 10二8d,1008三8d,1508四8d,15062.5 現澆板設計2.51荷載設計值對下圖所示各區(qū)格編號，共分四類即A B C D，示于圖中DBBBBBBBBDCAAAAAAAACDBBBBBBBBD活荷載：屋面活荷載：qW1=1.4×0.4=0.56kN/m2樓面活荷載：qL1=1.4×2=2.8kN/m2 qL2=1.4×2.5=3.5kN/m2恒荷載：屋面： gW1=1.2×5.94=7.13kN/m2 gW2=1.4

29、×5.44=7.62kN/m2 樓面： gL1=1.2×3.89=4.67kN/m2 gL2=1.2×3.39=4.07kN/m2經計算比較，樓面荷載產生的彎矩較大，為偏于安全采用樓面荷載進行配筋計算。所以： gL1+qL1/2=4.67+2.8/2=6.07 kN/m2 qL1/2=1.4 kN/m2 gL2+qL1/2=4.07+3.5/2=5.82 kN/m2 qL2/2=1.75 kN/m2 gL1+qL1=4.67+2.8=7.47 kN/m2 gL2+qL2=4.07+3.5=7.57 kN/m22.5.2 計算跨度（1）內跨 L0=Lc Lc為軸線間

30、距離（2）邊跨 L0=Ln+b Ln為凈跨，b為梁寬2.5.3 彎矩計算跨中最大正彎矩發(fā)生在活載為棋盤式布置時，可簡化為當內支座固定時g+q/2作用下的跨中彎矩值與當內支座鉸支時作用下的跨中彎矩值兩者之和。支座最大負彎矩可近似按活荷載滿布求得，即內支座固定時g+q作用下的支座彎矩。在本例中，邊梁對板的作用視為固定支座。所有區(qū)格板按其位置與尺寸分為A B C D類，計算彎矩時，考慮泊松比影響取c=0.2.查鋼筋混凝土書中表計算板的跨中正彎矩。表8-1區(qū)格 A B C D L01 2.4 4.5 2.4 4.5 L02 4.5 6.95 4.5 6.95 L01/L02 0.53 0.67 0.5

31、3 0.67 M1 2.31 7.65 2.34 12.55 M2 0.81 2.64 0.78 8.03 M1 -3.58 -12.40 -3.61 -26.74 M1 -3.58 -12.40 -3.61 -26.74 M2 -2.49 -8.63 -2.48 -20.55 M2 -2.49 -8.63 -2.48 -20.55注: A M1=(0.0391+0.2×0.00488)×5.82×2.42+(0.09212+0.2×0.01956)×1.75×2.42=1.34+0.97=2.31kNm M2=(0.00488+0.

32、2×0.0391)×5.82×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.75×2.42=0.43+0.38=0.81 kNmM1= M1=-0.008200(g+q)L01=-0.008200×7.57×2.42=-3.58 kNmM2= M2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×7.57×2.42=-2.49 kNm B M1=(0.0391+0.2×0.00488)×6.07×4.52+(0.09212+0.2×0.01

33、956)×1.4×4.52=4.926+2.722=7.65 kNm M2=(0.00488+0.2×0.0391)×6.07×4.52+(0.01956+0.2×0.09212)×1.4×4.52=1.561+1.077=2.64 kNm M1= M1=-0.08200(g+q)L01=-0.08200×7.47×4.52=-12.40 kNmM2= M2=-0.05706(g+q)L01=-0.05706×7.47×4.52=-8.63 kNm C M1=(0.0402+

34、0.2×0.00364)×5.82×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.75×2.42=1.372+0.97=2.34 kNm M2=(0.00364+0.2×0.0402)×5.82×2.42+(0.01956+0.2×0.09212)×1.75×2.42=0.392+0.383=0.78 kNm M1= M1=-0.08207(g+q)L01=-0.08207×7.57×2.42=-3.61 kNmM2= M2=-0.05696(

35、g+q)L01=-0.05696×7.57×2.42=-2.48 kNmD M1=(0.03258+0.2×0.01094)×6.07×6.952+(0.06964+0.2×0.0291)×1.4×6.952=10.19+2.36=12.55 kNm M2=(0.01094+0.2×0.03258)×6.07×6.952+(0.0291+0.2×0.06964)×1.4×6.952=5.118+2.909=8.03 kNmM1= M1=-0.07412(g

36、+q)L01=-0.07412×7.47×6.95 2=-26.74 kNmM2= M2=-0.05694(g+q)L01=-0.05694×7.47×6.952=-20.55 kNm2.5.4 截面設計截面有效高度,選用8鋼筋作為受力主筋,則L01(短跨)方向跨中截面:h01=h-c-d/2=120-15-4=101mm;L02(長跨)方向跨中截面: h02=h-c-3d/2= h01-8=93mm;走廊處L01方向跨中截面: h01=h-c-d/2=100-15-4=81mm, h02=h-c-3d/2=h01-8=73mm;支座截面: h0為101

37、或81 .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: 1)A-A支座截面折減20% ,A-B A-C支座截面折減20% 2)D區(qū)格不予折減 計算配筋量時,取內力臂系數0=0.95 AS=M/0.95h0fy板的配筋計算截 面h0M實配跨中A-區(qū)格L01方向812.311438150335L02方向730.81568200251B-區(qū)格L01方向1017.653808125402L02方向932.641428150335C-區(qū)格L01方向812.341458200251L02方向730.78548200251D-區(qū)格L01方向10112.55623880629L02方向938.

38、034328100503支座A-A(L01方向)81-2.311428150335 A-B81-3.231428150335A-C81-3.232008200251B-B101-8.634288100503B-D101-8.634288100503C-D81-3.612238125402B邊支座101-12.40615880629C邊支座81-2.491548150335D邊支座(L01方向)101-26.7413278801358D邊支座(L02方向)101-20.551020810012582.6基礎設計根據任務書,基礎形式為柱下獨立基礎鋼筋混凝土基礎,正方形,混凝土等級 C25 fc=1

39、1.9N/mm2 ft=1.27 N/mm2 鋼筋 HPB235 fy=210 N/mm2.基礎埋深2.10m,根據土層可知fak=170Kpa, 基底土為中沙，=4.4，=20 KN/= =170+4.4×20×(2.10-0.5)=440.80KN/初估基礎尺寸A=1.2F/(fa-20d)=1.2×(1680.59/1.3)/(440.80-20×2.10) =3.24 b=sqr(A)=1.80m 取b=2.7m A=b2=2.72=7.29 W=bl2/6=2.4×2.42/6=2.30 3 1.中柱1） 取兩組內力（括號內為標準值）

40、M1=30.72(23.98) kNm M2=236.79(183.82) kNm N1=1680.59(1288.99) kN N2=1655.34(1366.28) kN V1=20.02(15.63) kN （無震） V2=100.20(78.17) kN（有震）按規(guī)范規(guī)定，對不大于7層的200fak300的建筑可不作地基變形驗算。基礎自重設計值（取基礎與土平均荷載），分項系數1.2。G= =20×2.42×2.1=241.92 kN 由基礎梁傳至基礎頂面的內墻重： G1=4.5×4.5-0.9×2.1×2×5=82.35kN基

41、礎梁，取300×6002G2=0.6×0.37×4.5×25=24.98 kNG=G1+G2 =24.98+82.35=107.73 kN(1)地基承載力驗算 a、按第一組荷載計算M0=M1+V1h+Ge=23.98+15.63×1.2+107.73×0.130=56.74kNmN0=N1+G+G=1288.99+241.92+107.73=1638.64kNe0=M0/N0=56.74/1638.64=0.035<1/6×2.4=0.4基礎底邊應力驗算Pmax or min=N0/AM0/W=1638.64/5.76

42、72.10/2.30Pmax=315.84KN/mm2 1.2faPmin=253.14KN/mm2(Pmax+Pmin)/2=284.49KN/mm2 fab、按第二組荷載計算M0=M2+V2h+Ge=183.82+78.17×1.2+107.73×0.13=291.62 kNmN0=N2+G+G=1366.28+241.92+107.73=1715.93 kNme0=M0/N0=291.62/1715.93=0.170<1/6×2.4=0.4基礎底邊應力驗算 Pmax or min=N0/AM0/W=1715.93/5.76291.62/2.3 Pmax

43、=424.70kN 1.2faPmin=171.12kN(Pmax+Pmin)/2=297.91kN fa 基礎剖面尺寸采用臺階式獨立柱基礎。 (2)基礎抗沖切驗算 根據基礎尺寸大小和基礎高度的確定，抗沖切滿足，因此可不進行驗算 (3)基礎底面配筋計算：（設計值） 橫向配筋：（取有震組合） a1 =2.4/2-0.5/2=0.95。 a =0.5 Pmax=424.70 kN Pmin=171.12kN P=171.12+(424.70-171.12)×0.95/2.4=271.50kN 得出相應彎矩： MI=1/12×a12(2l+a)(Pmax+P-2G/A)+Pmax

44、-Pl= 1/12×0.952×(2×2.4+0.5)(427.70+271.50-2×1.35×241.92/5.76)+(420.70-271.50)×2.4=261.70kNm 縱向配筋對一組： M=M+Vh+Ge=30.72+20.02×1.2+1.2×107.73×0.130=71.55kNmN=N1+1.2G+1.2G=1680.59+1.2×(241.92+107.73)=2100.17kN 基礎底邊應力驗算 Pmax or min=N0/AM0/W=2100.17/5.7671.

45、55/2.3Pmax=395.72kN/m2Pmin=333.5kN/m2 對于第二組Pmax=522.77 KN/M2 Pmin=197.69kN/m2第一組Pmax + Pmin>第二組Pmax + Pmin按第一組配筋 MII=1/48×(l-a)2(2b+b)(Pmax+Pmin-2G/A) =1/48×(2.4-0.5)2(2×2.4+0.50)(395.72+333.5-2×1.35×241.92/5.76=245.47kNm相應配筋橫向：As=M/0.9×h0×fy=261.70×106/(0.

46、9×1165×210)=1188.55mm2縱向：As=M/0.9×h0×fy=245.47×106/(0.9×1165×210)=1114.84mm2 選 筋：12 200 實配1695.5mm22.邊柱1）取兩組內力（括號內為標準值）M1=33.21(25.93) kNm M2=237.38(184.41) kNm N1=1476.25(1151.49) kN N2=1452.34(1199) kN V1=21.66(16.91) kN （無震） V2=121.08(68.33) kN（有震）按規(guī)范規(guī)定，對不大于7層的2

47、00fak300的建筑可不作地基變形驗算?；A自重設計值（取基礎與土平均荷載）G= =20×2.42×2.1=241.92 kN 由基礎梁傳至基礎頂面的外墻重： G1=（4.5×4.5-2.7×2.4）×4.59=63.20 kN基礎梁，取300×6002G2=24.98 kNG=G1+G2 =88.18 kN(1)地基承載力驗算 a、按第一組荷載計算M0=M1+V1h+Ge=25.93+16.91×1.2+88.18×0.19=62.98kNmN0=N1+G+G=1151.49+241.92+88.18=1481

48、.59kN e0=M0/N0=62.98/1481.59=0.043<1/6×2.4=0.4m基礎底邊應力驗算Pmax or min=N0/AM0/W=1481.59/5.7662.98/2.3=284.627.38kN/m2Pmax=311.98 kN/m2 1.2faPmin=257.22 kN/m2(Pmax+Pmin)/2=284.6kN/m2 fab、按第二組荷載計算M0=M2+V2h+Ge=184.41+68.33×1.2+88.18×0.190=283.16 kNmN0=N2+G+G=1199+241.92+88.18=1529.1 kNme0

49、=M0/N0=283.16/1529.1=0.19<1/6×2.4=0.4基礎底邊應力驗算Pmax or min=N0/AM0/W=1529.1/5.76283.16/2.3=265.47123.11 kN/m2 Pmax=388.58kN 1.2faPmin=142.36 kN(Pmax+Pmin)/2=265.47 fa 基礎剖面尺寸采用臺階式獨立柱基礎。 （2）、基礎抗沖切驗算根據基礎尺寸大小和基礎高度的確定，抗沖切滿足，因此可不進行驗算. (3)、基礎底面配筋計算（設計值） 橫向配筋：（取有震組合） a1 =2.4/2-0.5/2=0.95。 a =0.5 Pmax=3

50、88.58 kN Pmin=142.36kN P=142.36+（388.58-142.26）×0.95/2.4=239.82kN 得出相應彎矩： MI=1/12×a12(2l+a)(Pmax+P-2G/A)+Pmax-Pl= 1/12×0.952×(2×2.4+0.5)(388.58+239.82-2×1.35×241.92/5.76)+(388.58-239.82)×2.4=232.13kNm 縱向配筋對一組： M=M+Vh+Ge=33.21+21.66×1.2+1.2×88.18×

51、;0.190=79.31kNmN=N1+1.2G+1.2G=1872.37+1.2×(241.92+88.18)=1872.37kN 基礎底邊應力驗算 Pmax or min=N0/AM0/W=1872.37/5.7679.31/2.3Pmax=359.54kN/m2Pmin=290.58kN/m2 對于第二組Pmax=496.56 kN/m2 Pmin=145.26kN/m2第一組Pmax + Pmin>第二組Pmax + Pmin按第一組配筋 MII=1/48×(l-a)2(2b+b)(Pmax+Pmin-2G/A) =1/48×(2.4-0.5)2(2×2.4+0.50)(359.54+290.58-2×1.35×241.92/5.76=213.94kNm 相應配筋橫向：As=M/0.9×h0×fy=232.13×106/(0.9×1165×210)=1054.43mm2縱向：As=M/0.9×h0×fy=213.94×106/(0.