房屋结构设计课程设计

房屋结构设计课程设计任务书

一、 设计题目

文汇中学教学楼结构设计（一班）

二、综合课程设计的目的

1．使学生进一步了解结构设计的基本特点。

2．掌握框架结构设计的主要特点和基本过程。

3. 对框架结构工程的施工技术有一定的了解。

4、通过课程设计，使学生能够综合运用所学的基础和专业等方面的知识，掌握房屋结构设计中常用计算和设计的基本原理、方法、计算步骤及先进的计算手段，使学生熟悉有关专业规范，掌握解决工程实际问题的能力，提高学生的综合能力。为下一步的毕业设计和走向工作岗位、胜任业务工作和树立具有正确的设计思想和科学态度打下良好的基础。

三、设计条件

1、本工程为中学教学楼，位于河北省保定市。见附图。层数四层，层高3.6米，室内外差0.6米。基础埋深1.5M,未见地下水，地基承载力150KN/㎡。

2、框架、楼板、楼梯、雨棚混凝土均采用C25；基础混凝土均采用C30。 3、框架内外填充墙均采用加气混凝土砌块。 4、内墙为普通中级抹灰、外墙贴墙面砖。 5、所有地面均铺地面砖。

四、课程设计内容及要求

1．使学生掌握房屋结构设计的内容。 2．掌握框架结构的基本假定。

3. 掌握框架结构的计算模型,分析计算结果.。4、写出结构设计计算书（静力计算）

5、柱下独立基础设计。

6、图纸要求： 1）标准层结构平面配筋图；2）一榀框架结构图.；3）楼梯图。

4）基础平面布置及配筋图。

7、分组每6人为一组进行分工合作，由组长协调，见附表。

8、完成时间40课时。

二、结构计算书

1. 框架设计

1．1轴网布置简图

1.2框架结构承重方案

本次设计的办公楼楼采用横向承重方案，竖向荷载主要由横向框架承担。横向框架还要承受横向的水平风载。竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或 直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。

1.3 梁、柱截面尺寸的初步确定：

1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12～1/8。本方案取700mm，截面宽度

取700×（1/2～1/3）=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*700。

2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：

（1） 柱组合的轴压力设计值N=βFgEn

注： β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。

F按简支状态计算柱的负载面积。

gE 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取14KN/m2。

n为验算截面以上的楼层层数。

（2） Ac≥N/uNfc

注：uN 为框架柱轴压比限值 ,

fc 为混凝土轴心抗压强度设计值，取混凝土C30，查得14.3N/mm2。

（3） 计算：

对于边柱：

N=βFgEn=1.21454.841612.8(KN)

112783.2(mm2) Ac≥N/uNfc=取600mm600mm=360000（mm2）

对于内柱：

N=βFgEn= 1.21454.81.241935.4(KN)

Ac≥N/uNfc=135339.8(mm2)

取600mm600mm=360000（mm2）

梁截面尺寸（mm）

1.4.1 恒荷载标准值计算

查《荷载规范》可取：

（1）屋面

防水层（刚性）30厚C20细石混凝土防水 1.0 KN/㎡ 防水层（柔性）三毡四油铺小石子 0.4 KN/㎡ 找平层：15厚水泥砂浆 0.01520=0.30 KN/㎡ 找平层：15厚水泥砂浆 0.01520=0.30 KN/㎡ 找坡层：40厚水泥石灰焦渣砂浆0.3％找平 0.0414=0.56 KN/㎡ 保温层：80厚矿渣水泥 0.0814.5=1.16 KN/㎡ 结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡ 抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡ 合计 6.89 KN/㎡

（2）各层走廊楼面

水磨石地面 0.65 KN/㎡ 结构层:120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡ 抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡

合计 3.82 KN/㎡

（3）各层楼面

大理石面层，水泥砂浆擦缝

30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒2厚的素水泥

水泥浆结合层一道 1.16 KN/㎡

结构层:120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡

抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡

合计 4.33 KN/㎡

（4）梁自重

B×h=300mm×700mm

梁自重： 25×0.3×（0.7-0.12）=4.35 KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.7-0.12+0.3)×2×17=0.3 KN/m 合计 4.65 KN/m b×h=250mm×500mm

梁自重： 25×0.25×（0.5-0.12）=2.38KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.5-0.12+0.25)×2×17=0.21KN/m 合计 2.59 KN/m

b×h=300mm×600mm

梁自重： 25×0.3×（0.6-0.12）=3.6KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.6-0.12+0.3)×2×7=0.26KN/m 合计 3.86 KN/m

基础梁

b×h=250mm×400mm

梁自重： 25×0.25×0.4=2.5 KN/m 合计 2.5KN/m

（5）柱自重

B×h=600mm×600mm

柱自重 25×0.6×0.6=9 KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×0.6×4×17=0.41 KN/m 合计 9.41KN/m

（6）外纵墙自重

标准层：

纵墙 0.9×0.24×18=3.89 KN/m 铝合金窗 0.35×2.1=0.7 KN/m 水刷石外墙 （4.2-2.1）×0.5=1.05/m 水泥粉刷内墙面 （4.2-2.1）×0.36=0.76N/m 合计 6.4KN/m 底层：

纵墙 （4.5-2.1-0.6-0.4）×0.24×18=6.05KN/m 铝合金窗 0.35×2.1=0.74 KN/m 水刷石外墙 （4.5-2.1）×0.5=1.2 KN/m 水泥粉刷内墙面 （4.5-2.1）×0.36=0.86 KN/m 合计 8.85 KN/m

（7）内纵墙自重

标准层：

纵墙 （3.6-0.6）×0.24×18=12.96KN/m 水泥粉刷内墙面 （3.6-0.6）×0.36×2=2.16 KN/m 合计 15.12 KN/m

底层：

纵墙 （4.2-0.6-0.4）×0.24×18=13.82KN/m 水泥粉刷内墙面 （4.2-0.6-0.4）×0.36×2=2.3 KN/m

合计 16.12 KN/m

（8）内隔墙自重（290×290×140水泥空心砖）

标准层：

内隔墙 （3.6-0.9-0.4）×0.29×9.8=6.53 KN/m 水泥粉刷内墙面 （3.6-0.6-0.9）×0.36×2=1.5 KN/m 合计 8.03 KN/m

底层

内隔墙 （4.5-0.4-0.9-0.4）×0.29×9.8=7.95 KN/m

水泥粉刷内墙面 （4.5-0.4-0.9-0.4）×0.36×2=2.01 KN/m 合计 9.96 KN/m B轴三层与四层的隔墙

内隔墙 0.6×0.29×9.8=1.71 KN/m

铝合金落地窗 0.35×2.4=0.84 KN/m

水泥粉刷内墙面 0.6×2×0.36=0.43 KN/m 合计 2.98 KN/m

1.4.2 活荷载标准值计算

屋面及楼面活荷载标准值

根据《荷载规范》查得

上人屋面均布活荷载标准值 2.0 KN/㎡

楼面活荷载标准值 2.0 KN/㎡

走廊活荷载标准值 2.5 KN/㎡

屋面雪荷载标准值 SK=1.0×0.35=0.35 KN/㎡

（屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取最大值）

1.5 梁竖向受荷载计算

顶层柱恒载=女儿墙+梁自重+板传荷载

=6.67×5+3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5=104.55KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5=15.63KN

三层框架柱恒载=梁自重+板传荷载

= 3.86×（5-0.5）+4.33×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5=40.72KN

三层框架柱活载=板传活载

=2.0×1.2×（1-2×0.24+0.24）×5=10.78KN

二层框架柱恒载=梁自重+板传荷载

= 3.86×（5-0.5）+4.33×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5=40.72KN

二层框架柱活载=板传活载

=2.0×1.2××0.242+0.243）×5=10.78KN

一层框架柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

= 6.4×5+3.86×（5-0.5）+4.33×2.4×5/8×5=81.84KN

一层框架柱活载=板传活载

=2.0×2.4×5/8×5=15KN

基础顶面恒载=基础梁自重+底层外纵墙自重

=2.59×(5-0.5)+8.85×(5-0.5)=51.48KN

（7）C轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱 顶层柱恒载=梁自重+板传荷载

=3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5+6.89×1.2×（1-2

×0.242+0.243）×5=108.35KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.5×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5

=29.1KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

=16.12×(5-0.5)+3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×5/8×5+4.33×1.2

（1-2×0.242+0.243）×5=147KN

标准层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.5×1.2×（1-2×0.242+0.243）

×5=18.32KN

23

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=16.12×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=83.79KN

（8）D轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱恒载=梁自重+板传荷载

=3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5+6.89×1.2×（1-2

×0.242+0.243）×5=108.35KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.0×1.2×（1-2×0.24+0.24）×5

=17.78KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载+次梁自重

=16.12×(5-0.5) +3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×

5/8/2+4.33×1.25×5/8×2.5+4.33×1.2×（1-2×

0.242+0.243）×5+4.33×1.25×（1-2×0.172+0.173）

×7.2/2+1.93×7.2/4=128.35KN

标准层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8/2+2.0×1.25×5/8×2.5+2.5×1.2×

（1-2×0.242+0.243）×5=18.95KN

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=16.12×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=83.79KN

（9）F轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱恒载=女儿墙+梁自重+板传荷载

=6.67×5+3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5/2+6.89×

1.25×5/8×2.5+6.89×1.25×（1-2×0.172+0.173）×

7.2/2+1.93×7.2/4=123.93KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5/2+2.0×1.25×5/8×2.5

=11.72KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载+次梁自重

=8.85×(5-0.5)+3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×5/8×23

5/2+4.33×1.25×5/8×2.5+4.33×1.25×（1-2×

0.172+0.173）×7.2/2+1.93×7.2/4=104.5KN

标准层活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5/2+2.0×1.25×5/8×2.5+2.0×

1.25×（1-2×0.172+0.173）×7.2/2=20.24KN

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=8.85×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=51.08KN

（10）A～C轴3层与4层楼面梁次梁产生竖向集中荷载计算

次梁恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

=2.9×5+2.59×5+4.33×1.2×(1-2×0.242+0.243)×

5+4.33×2.5×5/8×5=85.02KN

集中荷载对梁端产生的弯矩：

qa2b85.022.427.2MFE=2==38.26KN·m 2l9.6

qb2a85.027.222.4MEF=2==-114.77KN·m 9.62l

均布荷载对梁端产生的弯矩：

ql221.929.62

MFE′===168.35KN·m 1212

ql221.929.62

MEF′===-168.35KN·m 1212

∑MFE=38.26+168.35=206.61 KN·m

∑MEF=-114.77-168.35=-283.12 KN·m

竖向受荷总图

1.6 风荷载作用下的框架侧移计算

水平荷载作用下的框架的层间的侧移可以用下列公式计算

Vj

uj

DIJ

横向2至4层的D值计算

横向底层的D值计算

风荷载作用下，框架最终弯矩：

根据上述数据，可作出风荷载作用下最终弯矩。弯矩图如图

2

42

风荷载框架简图

风荷载框架简图

1.7竖向荷载与水平荷载对框架的作用

1.7.1内力计算

为了简化计算，考虑如下几种单独受荷情况： （1） 恒载作用

（2） 活荷载作用于A～C轴间跨 （3） 活荷载作用于C～D轴间跨 （4） 活荷载作用于D～F轴间跨

风荷载产生的剪力

（5） 风荷载作用（从左向右，或者从右向左）。

对于（1）（2）（3）（4）等4种情况，框架在竖向荷载作用下，采用分层法计算。 对于第（5）种情况，框架在水平荷载作用下，采用门架法计算。

1.7.2 计算梁柱线刚度

框架梁的线刚度计算（对于中框架梁取I2I0）

1

左边跨梁： i左边跨梁=EI/l=3.0×107×2××0.3×0.73/9.6=5.35×104KN·m

12中跨梁： i中跨梁=EI/l=3.0×107×2×

1

×0.25×0.53/2.4=6.5×104KN·m 12

1

×0.3×0.73/7.2=7.1×104KN·m 12

右边跨梁：i右边跨梁=EI/l=3.0×107×2×底层柱（A～F轴） I底层柱=EI/l=3.0×107×其余各层柱（A～F轴） I余柱=EI/l=0.9×3.0×10×

7

1

×0.64/5.3=7.2×104KN·m 12

14

×0.6/3.6 12

=8.1×104KN·m 令I余柱=1.0，则其余各杆件的相对线刚度

5.35104KNm5.35104KNm

i左边跨梁′==0.66，i中跨梁′== 0.66 44

8..110KNm8.110KNm7.1104KNm7.2104KNm

i右边跨梁′==0.89， i底层柱′== 0.89 44

8.110KNm8.110KNm

相对线刚度图

1.7.3 用弯矩分配法计算恒载 （1）顶层，中层，底层的弯矩图如图：

235.22

103.89

190.8

87.04

94

E190.81

F

93.17

63.649.38

28.73

31.33

A

B

顶层弯矩图

顶层弯矩图

C

D

I

38.48

231.2115.42E

73.17

J23.91

K10.37

M

10.3

196.380.69F

H

64.532.23

38.48A

23.91

B

C

10.37

10.3

D

中层弯矩图 中层弯矩图

I

41.29

76.04

E85.04

J

K56.7116.08

M

12.99

F

63.37H29.8

38.03A

29.11

B

C

14.35

14.19

D

底层弯矩图 底层弯矩图

（4）柱端弯矩叠加，不平衡的弯矩再进行一次分配，得出的框架弯矩总图如下图。 顶层A轴顶杆端为例：

二次分配计算：EF杆 38.48×-0.4=-15.39

EA杆 38.48×（-0.6）+38.48=15.39 分配后节点的弯矩：

EF杆 -190.8-15.39=206.19 EA杆 190.81+15.39=206.19 顶层B轴顶层杆端： 二次分配计算：

FE杆 -23.91×（-0.27）=6.45

FB杆 -23.91×（-0.41）-23.91=-14.1 FG杆 -23.91×（-0.32）=7.65

分配后节点的弯矩：

FE杆 235.22+6.45=241.67 FB杆 -148.18-14.1=162.3 FG杆 -87.04+7.65=-79.39

其余各节点依上法计算。

（5）跨中弯矩计算: 根据公式： M中以A～C轴顶层梁为例，求其跨中弯矩

qlM左+M右

82

ql2M左+M右35.059.62206.19241.67

M中=179.85kN·m 8282ql2M左+M右12.932.4279.3914.83M中=-37.85 kN·m 8282ql2M左+M右32.147.22107.398.8M中=105.21 kN·m 8282其余各梁跨中弯矩依此法计算。

（6）恒荷载作用下的剪力计算： 根据V左

qlM左M右qlMM右

 V右左进行计算 2l2l

以A～F轴顶层梁为例，求其梁端剪力 A～C轴梁

V右V左

206.19241.67171.9 qlM左M右=0.535.059.62l9.6206.19241.67164.52 qlM左M右

=0.535.059.62l9.6

C～D轴梁

V右V左

79.3914.8311.38 qlM左M右

=0.512.932.42l2.479.3914.8342.42 qlM左M右

=0.512.932.42l2.4107.398.8114.5 qlM左M右

=0.532.147.22l7.2107.398.8116.88 qlM左M右

=0.532.147.22l7.2

D～F轴梁

V右V左

（7）恒荷载作用下的轴压力计算

柱下的NlNuVlVr（式中NU,NL以压力为正，拉力为负） 以A～F轴顶层柱顶为例计算：

NA104.55164.5276.45KN

Nc108.35171.942.42276.45KN

ND108.35116.8811.38265.27KN NF123.93114.5240.81KN

206.19

241.67

79.39

107.3

98.8

14.83

98.55

105.21

33.36

17.83

45.59

77.32

206.19

256

179.85

140.65115.53

250.96

121.28

162.337.8

52207.01

14.0721.42

123.91

37.3389.06

49.65

46.9

34.47

71.67

14.07

125.43

108.862.61

52.7

38.712.9

0.09

26.1

51.2

113.29

33.47

38.03

14.3514.9

恒荷载作用下的弯矩图

恒荷载作用下的剪力

恒荷载作用下的轴力图

1.8内力组合

各种荷载情况下的内力组合之后，根据最不利的又是可能的原则进行内力组合。组合之前应计算可控制截面处的内力值。

bb

梁端支座边缘处的内力值：M边MV V边Vq

22

柱上端的控制截面再上层的梁柱底，柱下端控制截面再下层的梁顶。按轴线计算简图算得得柱端内力值。

1.8.1 框架柱截面设计与配筋计算

混凝土强度 C30 fc=14.3N/mm2 ft=1.43N/mm2

ftk=2.01N/mm2

钢筋强度 HPB235 fy=210N/mm2 fyk=235N/mm2

HRB400 fy=360N/mm2 fyk=400N/mm2

0.8

0.518 2

360N/mm1

2.01050.0033

b

（1）第一层柱截面设计 1、轴压比验算

底层柱 Nmax=2079.08KN

N2079.08103N

轴压比 N0.4[1.05] 则轴压比满足要求

fcA14.3N/mm26002mm2 则C轴柱的轴压比满足要求

2、截面尺寸复核

取h0=600mm-35mm=565mm Vmax=40.87KN 因为hw/b=565mm/600mm=0.944

所以0.25cfcbh0﹥40.87KN0.251.0×14.3600KN×565=1212KN0.25*1.0*14.3×*600*565×121230.54﹥40.87KN 满足要求

3、正截面承载力复核

柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋。 C轴柱Nb1fcbh0b=14.3××565*×0.518=2011KN 14.3*600600*5650.5182511.1

1层柱的内力组合表可见 N>Nb为小偏心受压选用N大和M大的组合， 最不利组合为

{

M49.15KN.m

N2079.08KN

{

M60.22KN.mN1779.62KN

①第一组内力组合（M=-49.15KN；N=2079.08KN）

在弯矩中没有由风荷载产生的弯矩，柱的计算高度为l0H4.5m 4.75

6

M49.1558KN.8*10me016.92mm=23mm

N2079.08KN3475.5*103

20mmeaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=20mm+23mm=43mm

0.5fcA0.514.36002

11.24

N2079.08103

l0

4.5m

7.5﹤15,所以21.0

2

l11147504500mm

1.241(0)212121.511.0=0.65 1400ei/h0h140036.600600mm1400

mm

eeih/2a=0.65×43mm+300mm-35mm=293mm

Nb1fcbh0

b

2

Ne0.431fcbh0

(1b)(h0s,)1fcbh0

3

3475.6100.51814.3*600*565 =0.72﹥0.518

3475.6*103*36.090.43*14.3*600*5652

214.3*600*565Nefbh1-0.51c0'35(2079.08×103N×293mm-14.3N/mm2×600mm×=ASAS''

fyhs.0.5180.5260ba0518

(565mm)2×0.72×(1-0.5×0.72)/360N/mm2×(565mm-35mm)﹤0

按构造配筋，由于纵向受力钢筋采用HRB400，最小总配筋率min0.5%

.

ASminAS0.5/1006002/2900mm2

每侧实配3

20。（AS941mm2）

②第二组内力组合（M=-60.22KN；N=1779.22KN）

柱的计算高度为l0H4.5m 4.75

6

M60.227.45*10KNme01.8mm=30.8mm 3

N1779.223475.5*10KN

20mmeaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=30.8mm+20mm=50.8mm

0.5fcA0.514.36002

11.45﹥1.0 取1=1.0 3

N1779.2210

4.5m/0.6m=7.5﹤15 l0/h4.75/0.67.9215所以2

l111475024500mm1(0)21211)1.721.451=0.64 1400ei/h0h140050.836.92/5651400mm565600mm600mm

2

eeih/2a=0.6450.8mm300mm35mm=297.51mm

Nb1fcbh0

b

2

Ne0.431fcbh0

(1b)(h0s,)1fcbh0

4144.371030.51814.3*600*5650.518 =0.63﹥b

4144.37*103*302.50.43*14.3*600*5652

14.3*600*5652

(0.80.518)(56535)Ne1fcbh01-0.5

ASAS''0.518'0.5180.548fybh0as

1779.22103N297.51mm14.3N/mm600mm(565mm)20.6310.50.63

=﹤0 2

360N/mm(565mm35mm)

按照构造配筋，每侧实配3

（2）第三层柱截面设计

三层从柱的内力组合表可见 N﹤Nb为大偏心受压，选用M大的组合，最不利组合为

.

20。（AS%0.602/90nimAS5

2



2

） mm

{

M103.74KNm

N571.15KN

第一组内力组合（M=103.74KN·m；N=571.15KN） 在弯矩中由风荷载产生的弯矩10.64KN·m

6

M103.71115.65*10KNme041.39mm=180mm 3

N2793.64*10571.15KN

20mm

eaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=20mm+180mm=200mm

0.5fcA0.514.36002

1=4.5﹥1.0, 取1=1.0 3

N571.1510

=3.6m/0.6m=6﹤15,所以l0/h3.3/0.66.515所以22=1.0

1

l[1**********]0mm2

)1.11=0.07 (0)2121)(256

1400200mm/565mm1400ei/h0h140061.39/565600600mm

eeih/2a=0.07×200mm+300mm-35mm=279mm 

N571.15KN

=0.11﹤0.518 

a1fcbh014.3N/mm2600mm565mm

'

ASAS

Ne1fcbh021-0.5

fyh0as

'

'

571.15103N279mm14.3N/mm2600mm(565mm)20.11(10.50.11)=

360N/mm2(565mm35mm)

.

按构造配筋，取ASminAS0.5/1006002/2900mm2

每侧实配3

20。（ASAS941mm2）

（3）垂直于弯矩作用下水平面受压承载力验算

1层 ，Nmax=2079.08KN L0/b=4.5/0.6=7.5

0.9(fcAfy/Ac0.91(14.3N/mm2(600mm)2360N/mm941mm22)5243Kn﹥

Nmax=2079.08KN 满足要求

（4）斜截面受剪承载力计算 ① C轴柱一层

最不利组合：（M=-60.22KN·m;N=1779.62KN;V=40.87KN） 因为剪跨比H/2h04.5m/(20.565)43 所以=3

因为0.3fcA0.314.3kN/m(600mm)2=1544.4KN﹤N,所以 N=1544.4KN

Asv

s

V

1.75

fbh0.07Nt0



fyvh0

1.75

1.43N/mm2600mm565mm0.071544.4103N)

210565

(40.87103N

0

按构造要求配置410@250 ② C轴柱三层

最不利组合：（M=-138.69KN·m;N=868.28KN;V=76.55KN）

因为剪跨比H/2h03.6m/(20.565)3.18 ﹥3 所以=3 因为0.3fcA0.314.3N/mm2(600mm)21544.4KN

Asv

s0

V

1.75

fbh0.07Nt0

fyvh0

1.75

1.43N/mm2600mm565mm0.071544.4103N)

210N/mm2565mm

(76.55103N

按构造要求配置410@250

（5）裂缝宽度验算

e030.8mm

=0.05﹤0.55，可不验算裂缝宽度； 

h0565mme180mm3层0=0.32﹤0.55，可不验算裂缝宽度。

h0565mm 1层

1.8.2框架梁截面设计

（1）正截面受弯承载力计算 梁AC（300mm×700mm）

1层 跨中截面 M=209.1kN·m

M209.1106Nm

==0.11 as

a1fcbh021.014.3N/mm2300mm

(665mm)2

11﹤b

a1fcbh01.014.3N/mm2300mm665mm0.12

=950mm2 As2

fy360N/mm

minmax0.2%,(45ft/fy)%0.2% Asminbh0.002300mm700mm420mm2 下部实配4

20As1256mm2

上部按构造要求配筋。

梁AC和梁DF各截面的正截面受弯承载力配筋计算见表

（2）斜截面受剪承载力计算 梁AC（1层） Vb=212.5KN

0.25cfcbh00.25×1.0×14.3N/mm×300mm×665mm=713.31KN﹥Vb 满足要求

2

ASV(Vb0.7ftbh0)(212.15KN103N0.71.43N/mm2300mm665mm)

﹤0 

S1.25fvyh01.25210N/mm2665mm按构造要求配箍，取双肢箍8@350

梁AC与梁DF各截面的斜截面受剪承载力配筋计算见表

（3）裂缝宽度计算 梁AC（1层）

取MK=223.44KN·m计算

MK223.44106Nmm2

=307.5N/mmsk

0.87h0AS0.87665mm1256mm2

As1256mm2

te0.014

Ate0.5300mm700mm

1.10.65

deq

nd

nvd

iiii

2

ftk

tesk

2.01N/mm2

=0.8 1.10.652

0.014307.5N/mm

i

4202=20mm cr2.1 420

max

deq307.5N/mm220mm

2.10.8(1.925mm0.08) =cr1.9c0.0852

2.010N/mm0.014ESte

sk

=0.247mm﹤wlim=0.3mm

2 楼盖设计

2.1楼板类型及设计方法的选择

按受力特点，混凝土楼盖中的周边支承可分为单向板和双向板两类，只在一个方向弯曲或主要在一个方向弯曲的板，称为单向板，在两个方向弯曲且不能忽略任一方向弯曲的板称为双向板，在本方案中ll/l22属于双向板.

2.2荷载设计值

一般层 （1）活荷载 q21.42.8KNm2

1.2 （2）恒荷载 g4.33

4.KNm2

gq2.84.987.78KNm2 g

q2.84.986.38KNm2 22

q2.81.4KNm2 22

顶层 （1）活荷载 q21.42.8KNm2

9 （2）恒荷载 g1.26.8

8.KNm2

gq8.272.811.07KNm2 g

q2.8

8.279.67KNm2 22

q2.81.4KNm2 22

2.3计算跨度

（1）内跨 l0lc,lc为轴线间距离 （2）边跨 l0lnb,ln为净跨，b为梁宽

2.4弯矩计算

已如前述，跨中最大正弯矩发生在活荷载为棋盘式布置时，它可以简化为当内支座

固支时g

qq

作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时作用下的跨中弯矩值两者之22

和。支座最大负弯矩可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时gq作用下的支座弯矩。

所有区格板按其位置与尺寸分为A,B,C,D四类，计算弯矩时，考虑泊松比的影响取

Vc0.2 A区格板：

l013.975

0.57 l026.975

2.5 截面设计

截面有效高度，选用8的钢筋做为受力主筋，则lox（短跨）方向跨中截面的 顶层板的弯矩计算

d

120154101mm 2

3d

loy长跨方向跨中截面的h02hch01893mm支座截面处h0均为101mm

2h01hc

截面弯矩设计值；该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折减： 1、A区格的跨中截面与A—A支座截面折减200

2、B E区格的跨中截面与A—B,A—C支座截面折减200

m

计算配筋量时，取内力臂系数s0.95,As 截面配筋计算结果及实际配筋列

0.95h0fy表

表2.28 楼面板的配筋计算

表2.30 屋面板的配筋计算

3.雨棚的设计

3.1雨篷板的内力计算：

根据受力分析雨篷板上侧受拉，最大弯矩在固定端设为M。

1.3

2.51.33.61.312.2kNm

1.4M

2

3.2 雨篷的配筋计算：

已知：雨篷板厚h100mm 雨篷板宽b2.5m

最小保护层厚度c25mm b0.518 11.0 fy360N/mm2

ft1.43N/mm2

h0has1003070mm

M12.2106

s0.069622

1fcbh0114.3250070

10.072b0.518s0.5(10.964

12.2106

As502mm2

fysh03600.96470

M

As5022

201mm b 2.5

选用D8@250，As201.0mm2，垂直于纵向受拉钢筋放置A6@180的分布钢筋，其截面面积为：

157mm20.15%bh0.15%1000100150mm2

且157mm215%As0.1520130.15

验算试用条件：

(1)xh00.072705.04bh00.5187036.26(2)

201hfh1.43100

0.287%min0.45t0.450.255%

100070h0fyh036070

h100

0.2%0.286%满足。h070

同时0.2%

3.3雨篷梁的剪力，扭矩，弯矩设计值计算:

梁的受力分析简化图如下

q1.4+3.61.36.08kN/m

ql

剪力：V16kN23.6kN

2

10.241.30.24

扭矩：T[1.42.5(1.3)3.61.32.5()]7kNm

2222

ql2

弯矩：M14kNm18.75kNm

8

计算梁的配筋： 已知：

梁的高度：h240mm;梁的宽度：b240mm最小保护层c35mm查表可知：11.0;b0.518fc14.3N/mm2;ft1.43N/mm2fy360N/mm2;fyv210N/mm2

（1） 验算构件截面尺寸

h0has240(35

20

)195mm2

Wt

b22402

(3hb)(3240240)460.8104mm366

按

VTVT0.25cfc和0.7ft有bh00.8Wtbh0Wt

VT23.61037106==2.403N/mm20.25cfc0.251.014.33.575N/mm2

4

bh00.8Wt2401950.8460.810

VT23.61037106

==2.023N/mm20.7ft0.71.431.001N/mm2

4

bh0Wt240195460.8

10

截面尺寸满足要求，但需按计算配置钢筋。

（2）确定计算方法

T7kNm0.175ftWt0.1751.43460.81041.15kNm V23.6kN0.35ftbh00.351.4324019523.423kN

须考虑扭矩及剪力对构件受剪和受扭承载力的影响。

（3）计算受弯纵筋

M18.75106

s=0.14422

1fcbh01.014.3240195

11b0.518可以

s0.5(10.518.75106

As=290mm2

fysh03600.922195

M

（4）计算受剪及受扭钢筋

Acorbcorhcor17017028900mm2

ucor2(bcorhcor)2(170170)680mm

①受扭箍筋计算

t

1.51.5

1.2861.0故t取1.034

23.610460.81010.510.5Tbh07106240195

取1.2则

Ast1642

0.588mm/mms受剪箍筋计算

AsvV0.7(1.5t)ftbh023.61030.7(1.51.0)1.432401950.003mm2/mms1.25fyvh01.25210195梁所需单肢箍筋总面积Ast1Asv0.003

=0.588=0.588mm2/mms2s2

取箍筋直径为A8的HPB235级钢筋，其截面面积为50.3mm2，得箍筋间距为：

50.3

85.54mm,取s80mm s

0.588

②受扭纵筋计算

Astl

fyvAst1ucor

fys



1.22100.588680

=280mm2

360

梁底面所需受弯和受扭纵筋截面面积：

选用3根直径14mm的HRB400级钢筋，其截面面积为461mm2 梁顶面所需受扭纵筋的截面面积：

(b20.5h)170170

Astl280140mm2

ucor680

选用2根直径为10mm的HRB400级钢筋，其截面面积为157mm2

（5）验算梁最小箍筋配筋率

f1.43

0.0019 sv,min0.28t0.28

fyv210 实有配筋率为

nAsv1250.30.00520.0019 bs24080

（6）验算梁弯曲受拉纵筋配筋筋量

sv

stl,min 受弯纵筋最小配筋率

Astl,minft1.430.60.003

bhfy360

s,min0.45

ft1.43

0.450.179%0.2%,取s,min=0.2% fy360

截面弯曲受拉边的纵向受力钢筋最小配筋量为

(b20.5hcor)(170170)

s,minbh0stl,minbhcor0.0022401950.003240240180mm2

ucor680 小于461mm2所以满足

4.楼梯设计

4.1梯段板的设计

（1）梯段板的计算

l3000100mm；取h100mm 假定板厚h3030（2）荷载计算 (取1米宽板计算)

楼梯斜板的倾斜角

150

tg1tg10.526.56

300

cos0.9

1.01

0.150.3251.87kN/m 踏步重： 0.320.3

0.12251.0kN/m 斜板重：0.9

0.150.3

1.00.02200.6kN/m 20mm厚找平层：

0.3

1.0

0.015170.283kN/m 0.9

恒载标准值：gk1.871.00.60.2833.753kN/m

15mm厚板底抹灰：

恒载设计值：gd1.23.7534.5kN/m 活载标准值：pk2.512.5kN/m 活载设计值：pd1.42.53.5kN/m

总荷载设计值：qdgdpd4.53.58kN/m （3）内力计算 跨中弯矩

11

Mqdl283.6210.37kNm

1010 4、配筋计算：

h0h2012020100mm

M10.37106

s0.087 22

1fcbh01.011.91000100

12s120.0870.091

f1.011.9As1cbh00.0911000100516mm2

fy

210

受力筋选用8/10@120（As537mm2） 分布筋选用6@130

4.2平台板的计算

（1）荷载计算 （取1m板宽计算） 假定板厚为70mm

恒载：平台板自重： 0.071251.75kN/m 20mm厚找平层： 0.021.0200.4kN/m 15mm厚底面抹灰： 0.0151.0170.255kN/m 恒载标准值： gk2.41kN/m

恒载设计值： gd1.22.42.89kN/m 活载标准值： pk2.512.5kN/m 活载设计值： pd1.42.53.5kN/m

总荷载设计值： qdgdpd2.893.56.39kN/m （2）内力计算

h0.051.51.53m 2211

板跨中弯矩 Mqdl26.391.5322.675kNm

88

（3）配筋计算

计算跨度： ll0

h0h20701555mm

M2.6751062

s0.074mm22

1fcbh01.011.9100055

12s120.0740.077

f11.9As1cbh00.077100055240mm2

fy

210

受力筋选用6@110（As257mm2） 分布筋选用6@220

4.3平台梁的计算

（1）荷载计算

3.6

14.4kN/m 梯段板传来 821.5

平台板传来 6.39(0.2)7.03kN/m

2

梁自重 （假定b×h=250×400mm）

0.25(0.40.05)252.19kN/m

荷载设计值 qd23.62kN/m （2）内力计算

ll0a3.660.253.91m

l1.05l01.053.663.84m

11

Mmaxqdl223.623.84243.54kNm

8811

Fsmaxqdl023.623.6643.23kN

22（3）配筋计算

纵向钢筋计算（按第一类倒L形截面计算）

l3.84103

640mm 翼缘宽度 bf'

66

bf'b

s018002501150mm 22

取小值 bf'640mm

M43.541062

s0.043mm22

1fcbf'h01.011.9640365

12s120.0430.044

As

1fc

fy

bf'h00.044

11.9

640365582mm2 210

选用316（As603mm2） （4）箍筋计算

截面校核 0.25fcbh00.2511.6250365264.63kN41.38kN 截面尺寸满足要求： 判别是否需按计算配置箍筋

0.07fcbh00.0711.625036574.1kN41.38kN 需构造配置箍筋 选用6＠150

5基础设计

设计基础的荷载包括：①框架柱传来的弯矩，轴力和剪力（可取设计底层柱的

相应控制内力）②基础类型的选取由于本建筑物柱距5000mm，因而采用柱下独立基础在框架柱内力计算中所选2轴为一榀框架，该榀框架四根柱子，柱距分别为6300mm，2700mm，6300mm因而将柱分别做成柱下独立基础。

5.1基本资料

地基承载力设计值取150KPa。建筑结构的安全等级为二级,设计使用年限为50年。边柱采用钢筋混凝土独立基础，中柱采用钢筋混凝土长方形联合式独立基础。

5.2 计算边柱与中柱独立基础

(取中柱的荷载值来计算边柱) 柱子截面尺寸600mm×600mm 竖向荷载标准值Fk=2079.08kN 弯矩标准值Gk=60.22KN·m 剪力标准值Vk=40.87KN

竖向荷载设计值F=2079.08×1.4=2910.7kN 弯矩设计值G=60.22KN·m×1.4=84.31 KN·m 剪力标准值V=40.87KN×1.4=57.22kN

室内外高差为0.6m。基础最小埋深按粘土层深度取值，故取基础埋深为0.8m,fa=150KPa 2.9.3 基础底面尺寸的确定 （1）初步确定基础底面尺寸

基本平均埋深为d=h+0.6/2m=0.8m+0.30m=1.10m 按中心荷载作用下的式计算基础面积

A

2079

16.2m2

150201.10

考虑偏心荷载不大，将基础底面积初步扩大10% A=1.1A=1.1×17.3=17.82m2 初步选l=3m b=6m

A,lb3618m2

基础及回填土

GKGAd20361.5540KN



（2）持力层承载力验算 偏心距eK

MK60.2240.870.9l5.3

0.030.88m

FKGK207954066

基地平均压力

即pK

FKGK2079540

145KPa150KPa A36

满足要求

（3）验算基底最大压力Pmax

max

FKGKA

6ek1

l207954060.05

1153.KPa1.2fa180KPa

185.3

满足要求

5.3计算基底净反力设计值

（1）求最大净反力与最小净反力

基础高度为h=900mm, 分两阶，每阶高450mm，地基土静反力偏心距为

M6040.870.9ej0.036m

F2735基础边缘处的最大和最小净反力为

6ejF273560.025

pjmax(1)(1)130.6KPa

lbl2079365.3

6eF4105.560.025

pjmin(1j)(1)100.3KPa

lbl33004.545.3（2）柱与基础交接处的冲切计算 b=4>bc+2h0=0.6+2×0.86=2.32m am=(at+ab)/2=(0.6+2.32)/2=1.46m

la

Ai(ch0)b(b/2bch0)2(4.5/20.6/20.86)4(4/20.6/20.86)2

22

4.360.7063.65m2

FI=pjmaxAi=235.07×3.65=858.00KN

因为基础高度为900mm,查表得hp0.99

抗冲切力0.7hpftamh00.70.991.431031.460.861244KN858.8KN 满足要求

（3）基础变阶处的冲切计算 b=4>2.2+2×0.41=3.02m

am=(2.2+3.02)/2=1.1+1.51=2.61m

la

Ai(ch0)b(b/2bch0)2(4.5/22.5/20.41)4(4/22.3/20.41)2

22

2.360.1962.16m

冲切力FI=pjmaxAi=235.07×2.16=507.7KN 基础高h=0.45m

抗冲切力

0.7hpftamh00.711.431032.610.411071.1KN507.7KN 满足要求

5.4配筋计算

柱截面尺寸为b×h=600mm×600mm 基础底面尺寸为b×l=4m×4m 计算基础底板配筋时先取

Ⅰ-Ⅰ截面，Ⅲ-Ⅲ截面计算基础方向的弯矩设计值：

（1）柱边截面

lac4.50.6

phlpjmin(pjmaxpjmin)100.3(130.6100.3)118.48KPa

2l24.5

M1

1

(PjmaxPjmin)(2bbc)(lac)248

1

(130.6100.3)(240.6)(4.50.6)248

629.23KN.M

M1629.23106

As12709.86mm2

0.9fyh00.9300860

（2）阶处Ⅲ-Ⅲ截面

lac4.52.5

phlpjmin(pjmaxpjmin)100.3(130.6100.3)132.9KPa

2l24.5

M1

1

(PjmaxPjmin)(2bbc)(lac)248

1

(130.6100.3)(242.3)(4.52.5)2 48

198.19KN.M

M1198.19106

As31790mm2

0.9fyh00.9300410

As1As3故按As1配筋14根直径16实配2813mm（3）基础短边方向

a柱边（Ⅱ-Ⅱ）截面

pjmaxpjmin130.6100.3phl115.45Kpa

22

M1

1

(2bbc)(bbc)224

2

1

(130.6100.3)(24.50.6)(4.50.6)2 24

1054.7KN.M

Mò1054.7106

As21842.4mm2

0.9fyh00.9300860

B柱边处（Ⅳ-Ⅳ截面）

24228.1(24.52.5)(42.3)2

24

315KN.M

Mò315106

As41553mm2

0.9fyh00.9300410M1

pj

(2lbc)(bb1)2

As2As4故按As2配筋10直径16 实配2009 mm

2

参考文献:

1．建筑结构荷载规范(GB50009-2010)。

2．建筑地基基础设计规范(GB50007-2010)

3．混凝土设计规范(50010-2010)。

4．建筑抗震设防分类标准(GB50223-95)。

5．建筑抗震设计规范(GB50011-2010)。

6．砌体设计规范(GB50003-2010)。

7.筑结构可靠度设计统一标准(50068-2010)

41

房屋结构设计课程设计任务书

一、 设计题目

文汇中学教学楼结构设计（一班）

二、综合课程设计的目的

1．使学生进一步了解结构设计的基本特点。

2．掌握框架结构设计的主要特点和基本过程。

3. 对框架结构工程的施工技术有一定的了解。

4、通过课程设计，使学生能够综合运用所学的基础和专业等方面的知识，掌握房屋结构设计中常用计算和设计的基本原理、方法、计算步骤及先进的计算手段，使学生熟悉有关专业规范，掌握解决工程实际问题的能力，提高学生的综合能力。为下一步的毕业设计和走向工作岗位、胜任业务工作和树立具有正确的设计思想和科学态度打下良好的基础。

三、设计条件

1、本工程为中学教学楼，位于河北省保定市。见附图。层数四层，层高3.6米，室内外差0.6米。基础埋深1.5M,未见地下水，地基承载力150KN/㎡。

2、框架、楼板、楼梯、雨棚混凝土均采用C25；基础混凝土均采用C30。 3、框架内外填充墙均采用加气混凝土砌块。 4、内墙为普通中级抹灰、外墙贴墙面砖。 5、所有地面均铺地面砖。

四、课程设计内容及要求

1．使学生掌握房屋结构设计的内容。 2．掌握框架结构的基本假定。

3. 掌握框架结构的计算模型,分析计算结果.。4、写出结构设计计算书（静力计算）

5、柱下独立基础设计。

6、图纸要求： 1）标准层结构平面配筋图；2）一榀框架结构图.；3）楼梯图。

4）基础平面布置及配筋图。

7、分组每6人为一组进行分工合作，由组长协调，见附表。

8、完成时间40课时。

二、结构计算书

1. 框架设计

1．1轴网布置简图

1.2框架结构承重方案

本次设计的办公楼楼采用横向承重方案，竖向荷载主要由横向框架承担。横向框架还要承受横向的水平风载。竖向荷载的传力途径：楼板的均布活载和恒载经次梁间接或 直接传至主梁，再由主梁传至框架柱，最后传至地基。

1.3 梁、柱截面尺寸的初步确定：

1、梁截面高度一般取梁跨度的1/12～1/8。本方案取700mm，截面宽度

取700×（1/2～1/3）=300mm，可得梁的截面初步定为b×h=300*700。

2、框架柱的截面尺寸根据柱的轴压比限值，按下列公式计算：

（1） 柱组合的轴压力设计值N=βFgEn

注： β考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数。

F按简支状态计算柱的负载面积。

gE 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取14KN/m2。

n为验算截面以上的楼层层数。

（2） Ac≥N/uNfc

注：uN 为框架柱轴压比限值 ,

fc 为混凝土轴心抗压强度设计值，取混凝土C30，查得14.3N/mm2。

（3） 计算：

对于边柱：

N=βFgEn=1.21454.841612.8(KN)

112783.2(mm2) Ac≥N/uNfc=取600mm600mm=360000（mm2）

对于内柱：

N=βFgEn= 1.21454.81.241935.4(KN)

Ac≥N/uNfc=135339.8(mm2)

取600mm600mm=360000（mm2）

梁截面尺寸（mm）

1.4.1 恒荷载标准值计算

查《荷载规范》可取：

（1）屋面

防水层（刚性）30厚C20细石混凝土防水 1.0 KN/㎡ 防水层（柔性）三毡四油铺小石子 0.4 KN/㎡ 找平层：15厚水泥砂浆 0.01520=0.30 KN/㎡ 找平层：15厚水泥砂浆 0.01520=0.30 KN/㎡ 找坡层：40厚水泥石灰焦渣砂浆0.3％找平 0.0414=0.56 KN/㎡ 保温层：80厚矿渣水泥 0.0814.5=1.16 KN/㎡ 结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡ 抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡ 合计 6.89 KN/㎡

（2）各层走廊楼面

水磨石地面 0.65 KN/㎡ 结构层:120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡ 抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡

合计 3.82 KN/㎡

（3）各层楼面

大理石面层，水泥砂浆擦缝

30厚1：3干硬性水泥砂浆，面上撒2厚的素水泥

水泥浆结合层一道 1.16 KN/㎡

结构层:120厚现浇钢筋混凝土板 0.1225=3 KN/㎡

抹灰层：10厚混合砂浆 0.0117=0.17 KN/㎡

合计 4.33 KN/㎡

（4）梁自重

B×h=300mm×700mm

梁自重： 25×0.3×（0.7-0.12）=4.35 KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.7-0.12+0.3)×2×17=0.3 KN/m 合计 4.65 KN/m b×h=250mm×500mm

梁自重： 25×0.25×（0.5-0.12）=2.38KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.5-0.12+0.25)×2×17=0.21KN/m 合计 2.59 KN/m

b×h=300mm×600mm

梁自重： 25×0.3×（0.6-0.12）=3.6KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×(0.6-0.12+0.3)×2×7=0.26KN/m 合计 3.86 KN/m

基础梁

b×h=250mm×400mm

梁自重： 25×0.25×0.4=2.5 KN/m 合计 2.5KN/m

（5）柱自重

B×h=600mm×600mm

柱自重 25×0.6×0.6=9 KN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×0.6×4×17=0.41 KN/m 合计 9.41KN/m

（6）外纵墙自重

标准层：

纵墙 0.9×0.24×18=3.89 KN/m 铝合金窗 0.35×2.1=0.7 KN/m 水刷石外墙 （4.2-2.1）×0.5=1.05/m 水泥粉刷内墙面 （4.2-2.1）×0.36=0.76N/m 合计 6.4KN/m 底层：

纵墙 （4.5-2.1-0.6-0.4）×0.24×18=6.05KN/m 铝合金窗 0.35×2.1=0.74 KN/m 水刷石外墙 （4.5-2.1）×0.5=1.2 KN/m 水泥粉刷内墙面 （4.5-2.1）×0.36=0.86 KN/m 合计 8.85 KN/m

（7）内纵墙自重

标准层：

纵墙 （3.6-0.6）×0.24×18=12.96KN/m 水泥粉刷内墙面 （3.6-0.6）×0.36×2=2.16 KN/m 合计 15.12 KN/m

底层：

纵墙 （4.2-0.6-0.4）×0.24×18=13.82KN/m 水泥粉刷内墙面 （4.2-0.6-0.4）×0.36×2=2.3 KN/m

合计 16.12 KN/m

（8）内隔墙自重（290×290×140水泥空心砖）

标准层：

内隔墙 （3.6-0.9-0.4）×0.29×9.8=6.53 KN/m 水泥粉刷内墙面 （3.6-0.6-0.9）×0.36×2=1.5 KN/m 合计 8.03 KN/m

底层

内隔墙 （4.5-0.4-0.9-0.4）×0.29×9.8=7.95 KN/m

水泥粉刷内墙面 （4.5-0.4-0.9-0.4）×0.36×2=2.01 KN/m 合计 9.96 KN/m B轴三层与四层的隔墙

内隔墙 0.6×0.29×9.8=1.71 KN/m

铝合金落地窗 0.35×2.4=0.84 KN/m

水泥粉刷内墙面 0.6×2×0.36=0.43 KN/m 合计 2.98 KN/m

1.4.2 活荷载标准值计算

屋面及楼面活荷载标准值

根据《荷载规范》查得

上人屋面均布活荷载标准值 2.0 KN/㎡

楼面活荷载标准值 2.0 KN/㎡

走廊活荷载标准值 2.5 KN/㎡

屋面雪荷载标准值 SK=1.0×0.35=0.35 KN/㎡

（屋面活荷载与雪荷载不同时考虑，两者中取最大值）

1.5 梁竖向受荷载计算

顶层柱恒载=女儿墙+梁自重+板传荷载

=6.67×5+3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5=104.55KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5=15.63KN

三层框架柱恒载=梁自重+板传荷载

= 3.86×（5-0.5）+4.33×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5=40.72KN

三层框架柱活载=板传活载

=2.0×1.2×（1-2×0.24+0.24）×5=10.78KN

二层框架柱恒载=梁自重+板传荷载

= 3.86×（5-0.5）+4.33×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5=40.72KN

二层框架柱活载=板传活载

=2.0×1.2××0.242+0.243）×5=10.78KN

一层框架柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

= 6.4×5+3.86×（5-0.5）+4.33×2.4×5/8×5=81.84KN

一层框架柱活载=板传活载

=2.0×2.4×5/8×5=15KN

基础顶面恒载=基础梁自重+底层外纵墙自重

=2.59×(5-0.5)+8.85×(5-0.5)=51.48KN

（7）C轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱 顶层柱恒载=梁自重+板传荷载

=3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5+6.89×1.2×（1-2

×0.242+0.243）×5=108.35KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.5×1.2×（1-2×0.242+0.243）×5

=29.1KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

=16.12×(5-0.5)+3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×5/8×5+4.33×1.2

（1-2×0.242+0.243）×5=147KN

标准层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.5×1.2×（1-2×0.242+0.243）

×5=18.32KN

23

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=16.12×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=83.79KN

（8）D轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱恒载=梁自重+板传荷载

=3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5+6.89×1.2×（1-2

×0.242+0.243）×5=108.35KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5+2.0×1.2×（1-2×0.24+0.24）×5

=17.78KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载+次梁自重

=16.12×(5-0.5) +3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×

5/8/2+4.33×1.25×5/8×2.5+4.33×1.2×（1-2×

0.242+0.243）×5+4.33×1.25×（1-2×0.172+0.173）

×7.2/2+1.93×7.2/4=128.35KN

标准层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8/2+2.0×1.25×5/8×2.5+2.5×1.2×

（1-2×0.242+0.243）×5=18.95KN

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=16.12×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=83.79KN

（9）F轴柱纵向集中荷载的计算

顶层柱恒载=女儿墙+梁自重+板传荷载

=6.67×5+3.86×（5-0.5）+6.89×2.5×5/8×5/2+6.89×

1.25×5/8×2.5+6.89×1.25×（1-2×0.172+0.173）×

7.2/2+1.93×7.2/4=123.93KN

顶层柱活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5/2+2.0×1.25×5/8×2.5

=11.72KN

标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载+次梁自重

=8.85×(5-0.5)+3.86×（5-0.5）+4.33×2.5×5/8×23

5/2+4.33×1.25×5/8×2.5+4.33×1.25×（1-2×

0.172+0.173）×7.2/2+1.93×7.2/4=104.5KN

标准层活载=板传活载

=2.0×2.5×5/8×5/2+2.0×1.25×5/8×2.5+2.0×

1.25×（1-2×0.172+0.173）×7.2/2=20.24KN

基础顶面恒载=底层内纵墙自重+基础梁自重

=8.85×（5-0.5）+2.5×（5-0.5）=51.08KN

（10）A～C轴3层与4层楼面梁次梁产生竖向集中荷载计算

次梁恒载=墙自重+梁自重+板传荷载

=2.9×5+2.59×5+4.33×1.2×(1-2×0.242+0.243)×

5+4.33×2.5×5/8×5=85.02KN

集中荷载对梁端产生的弯矩：

qa2b85.022.427.2MFE=2==38.26KN·m 2l9.6

qb2a85.027.222.4MEF=2==-114.77KN·m 9.62l

均布荷载对梁端产生的弯矩：

ql221.929.62

MFE′===168.35KN·m 1212

ql221.929.62

MEF′===-168.35KN·m 1212

∑MFE=38.26+168.35=206.61 KN·m

∑MEF=-114.77-168.35=-283.12 KN·m

竖向受荷总图

1.6 风荷载作用下的框架侧移计算

水平荷载作用下的框架的层间的侧移可以用下列公式计算

Vj

uj

DIJ

横向2至4层的D值计算

横向底层的D值计算

风荷载作用下，框架最终弯矩：

根据上述数据，可作出风荷载作用下最终弯矩。弯矩图如图

2

42

风荷载框架简图

风荷载框架简图

1.7竖向荷载与水平荷载对框架的作用

1.7.1内力计算

为了简化计算，考虑如下几种单独受荷情况： （1） 恒载作用

（2） 活荷载作用于A～C轴间跨 （3） 活荷载作用于C～D轴间跨 （4） 活荷载作用于D～F轴间跨

风荷载产生的剪力

（5） 风荷载作用（从左向右，或者从右向左）。

对于（1）（2）（3）（4）等4种情况，框架在竖向荷载作用下，采用分层法计算。 对于第（5）种情况，框架在水平荷载作用下，采用门架法计算。

1.7.2 计算梁柱线刚度

框架梁的线刚度计算（对于中框架梁取I2I0）

1

左边跨梁： i左边跨梁=EI/l=3.0×107×2××0.3×0.73/9.6=5.35×104KN·m

12中跨梁： i中跨梁=EI/l=3.0×107×2×

1

×0.25×0.53/2.4=6.5×104KN·m 12

1

×0.3×0.73/7.2=7.1×104KN·m 12

右边跨梁：i右边跨梁=EI/l=3.0×107×2×底层柱（A～F轴） I底层柱=EI/l=3.0×107×其余各层柱（A～F轴） I余柱=EI/l=0.9×3.0×10×

7

1

×0.64/5.3=7.2×104KN·m 12

14

×0.6/3.6 12

=8.1×104KN·m 令I余柱=1.0，则其余各杆件的相对线刚度

5.35104KNm5.35104KNm

i左边跨梁′==0.66，i中跨梁′== 0.66 44

8..110KNm8.110KNm7.1104KNm7.2104KNm

i右边跨梁′==0.89， i底层柱′== 0.89 44

8.110KNm8.110KNm

相对线刚度图

1.7.3 用弯矩分配法计算恒载 （1）顶层，中层，底层的弯矩图如图：

235.22

103.89

190.8

87.04

94

E190.81

F

93.17

63.649.38

28.73

31.33

A

B

顶层弯矩图

顶层弯矩图

C

D

I

38.48

231.2115.42E

73.17

J23.91

K10.37

M

10.3

196.380.69F

H

64.532.23

38.48A

23.91

B

C

10.37

10.3

D

中层弯矩图 中层弯矩图

I

41.29

76.04

E85.04

J

K56.7116.08

M

12.99

F

63.37H29.8

38.03A

29.11

B

C

14.35

14.19

D

底层弯矩图 底层弯矩图

（4）柱端弯矩叠加，不平衡的弯矩再进行一次分配，得出的框架弯矩总图如下图。 顶层A轴顶杆端为例：

二次分配计算：EF杆 38.48×-0.4=-15.39

EA杆 38.48×（-0.6）+38.48=15.39 分配后节点的弯矩：

EF杆 -190.8-15.39=206.19 EA杆 190.81+15.39=206.19 顶层B轴顶层杆端： 二次分配计算：

FE杆 -23.91×（-0.27）=6.45

FB杆 -23.91×（-0.41）-23.91=-14.1 FG杆 -23.91×（-0.32）=7.65

分配后节点的弯矩：

FE杆 235.22+6.45=241.67 FB杆 -148.18-14.1=162.3 FG杆 -87.04+7.65=-79.39

其余各节点依上法计算。

（5）跨中弯矩计算: 根据公式： M中以A～C轴顶层梁为例，求其跨中弯矩

qlM左+M右

82

ql2M左+M右35.059.62206.19241.67

M中=179.85kN·m 8282ql2M左+M右12.932.4279.3914.83M中=-37.85 kN·m 8282ql2M左+M右32.147.22107.398.8M中=105.21 kN·m 8282其余各梁跨中弯矩依此法计算。

（6）恒荷载作用下的剪力计算： 根据V左

qlM左M右qlMM右

 V右左进行计算 2l2l

以A～F轴顶层梁为例，求其梁端剪力 A～C轴梁

V右V左

206.19241.67171.9 qlM左M右=0.535.059.62l9.6206.19241.67164.52 qlM左M右

=0.535.059.62l9.6

C～D轴梁

V右V左

79.3914.8311.38 qlM左M右

=0.512.932.42l2.479.3914.8342.42 qlM左M右

=0.512.932.42l2.4107.398.8114.5 qlM左M右

=0.532.147.22l7.2107.398.8116.88 qlM左M右

=0.532.147.22l7.2

D～F轴梁

V右V左

（7）恒荷载作用下的轴压力计算

柱下的NlNuVlVr（式中NU,NL以压力为正，拉力为负） 以A～F轴顶层柱顶为例计算：

NA104.55164.5276.45KN

Nc108.35171.942.42276.45KN

ND108.35116.8811.38265.27KN NF123.93114.5240.81KN

206.19

241.67

79.39

107.3

98.8

14.83

98.55

105.21

33.36

17.83

45.59

77.32

206.19

256

179.85

140.65115.53

250.96

121.28

162.337.8

52207.01

14.0721.42

123.91

37.3389.06

49.65

46.9

34.47

71.67

14.07

125.43

108.862.61

52.7

38.712.9

0.09

26.1

51.2

113.29

33.47

38.03

14.3514.9

恒荷载作用下的弯矩图

恒荷载作用下的剪力

恒荷载作用下的轴力图

1.8内力组合

各种荷载情况下的内力组合之后，根据最不利的又是可能的原则进行内力组合。组合之前应计算可控制截面处的内力值。

bb

梁端支座边缘处的内力值：M边MV V边Vq

22

柱上端的控制截面再上层的梁柱底，柱下端控制截面再下层的梁顶。按轴线计算简图算得得柱端内力值。

1.8.1 框架柱截面设计与配筋计算

混凝土强度 C30 fc=14.3N/mm2 ft=1.43N/mm2

ftk=2.01N/mm2

钢筋强度 HPB235 fy=210N/mm2 fyk=235N/mm2

HRB400 fy=360N/mm2 fyk=400N/mm2

0.8

0.518 2

360N/mm1

2.01050.0033

b

（1）第一层柱截面设计 1、轴压比验算

底层柱 Nmax=2079.08KN

N2079.08103N

轴压比 N0.4[1.05] 则轴压比满足要求

fcA14.3N/mm26002mm2 则C轴柱的轴压比满足要求

2、截面尺寸复核

取h0=600mm-35mm=565mm Vmax=40.87KN 因为hw/b=565mm/600mm=0.944

所以0.25cfcbh0﹥40.87KN0.251.0×14.3600KN×565=1212KN0.25*1.0*14.3×*600*565×121230.54﹥40.87KN 满足要求

3、正截面承载力复核

柱同一截面分别承受正反向弯矩，故采用对称配筋。 C轴柱Nb1fcbh0b=14.3××565*×0.518=2011KN 14.3*600600*5650.5182511.1

1层柱的内力组合表可见 N>Nb为小偏心受压选用N大和M大的组合， 最不利组合为

{

M49.15KN.m

N2079.08KN

{

M60.22KN.mN1779.62KN

①第一组内力组合（M=-49.15KN；N=2079.08KN）

在弯矩中没有由风荷载产生的弯矩，柱的计算高度为l0H4.5m 4.75

6

M49.1558KN.8*10me016.92mm=23mm

N2079.08KN3475.5*103

20mmeaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=20mm+23mm=43mm

0.5fcA0.514.36002

11.24

N2079.08103

l0

4.5m

7.5﹤15,所以21.0

2

l11147504500mm

1.241(0)212121.511.0=0.65 1400ei/h0h140036.600600mm1400

mm

eeih/2a=0.65×43mm+300mm-35mm=293mm

Nb1fcbh0

b

2

Ne0.431fcbh0

(1b)(h0s,)1fcbh0

3

3475.6100.51814.3*600*565 =0.72﹥0.518

3475.6*103*36.090.43*14.3*600*5652

214.3*600*565Nefbh1-0.51c0'35(2079.08×103N×293mm-14.3N/mm2×600mm×=ASAS''

fyhs.0.5180.5260ba0518

(565mm)2×0.72×(1-0.5×0.72)/360N/mm2×(565mm-35mm)﹤0

按构造配筋，由于纵向受力钢筋采用HRB400，最小总配筋率min0.5%

.

ASminAS0.5/1006002/2900mm2

每侧实配3

20。（AS941mm2）

②第二组内力组合（M=-60.22KN；N=1779.22KN）

柱的计算高度为l0H4.5m 4.75

6

M60.227.45*10KNme01.8mm=30.8mm 3

N1779.223475.5*10KN

20mmeaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=30.8mm+20mm=50.8mm

0.5fcA0.514.36002

11.45﹥1.0 取1=1.0 3

N1779.2210

4.5m/0.6m=7.5﹤15 l0/h4.75/0.67.9215所以2

l111475024500mm1(0)21211)1.721.451=0.64 1400ei/h0h140050.836.92/5651400mm565600mm600mm

2

eeih/2a=0.6450.8mm300mm35mm=297.51mm

Nb1fcbh0

b

2

Ne0.431fcbh0

(1b)(h0s,)1fcbh0

4144.371030.51814.3*600*5650.518 =0.63﹥b

4144.37*103*302.50.43*14.3*600*5652

14.3*600*5652

(0.80.518)(56535)Ne1fcbh01-0.5

ASAS''0.518'0.5180.548fybh0as

1779.22103N297.51mm14.3N/mm600mm(565mm)20.6310.50.63

=﹤0 2

360N/mm(565mm35mm)

按照构造配筋，每侧实配3

（2）第三层柱截面设计

三层从柱的内力组合表可见 N﹤Nb为大偏心受压，选用M大的组合，最不利组合为

.

20。（AS%0.602/90nimAS5

2



2

） mm

{

M103.74KNm

N571.15KN

第一组内力组合（M=103.74KN·m；N=571.15KN） 在弯矩中由风荷载产生的弯矩10.64KN·m

6

M103.71115.65*10KNme041.39mm=180mm 3

N2793.64*10571.15KN

20mm

eaMmax20mm

600mm/30

ei=e0+ea=20mm+180mm=200mm

0.5fcA0.514.36002

1=4.5﹥1.0, 取1=1.0 3

N571.1510

=3.6m/0.6m=6﹤15,所以l0/h3.3/0.66.515所以22=1.0

1

l[1**********]0mm2

)1.11=0.07 (0)2121)(256

1400200mm/565mm1400ei/h0h140061.39/565600600mm

eeih/2a=0.07×200mm+300mm-35mm=279mm 

N571.15KN

=0.11﹤0.518 

a1fcbh014.3N/mm2600mm565mm

'

ASAS

Ne1fcbh021-0.5

fyh0as

'

'

571.15103N279mm14.3N/mm2600mm(565mm)20.11(10.50.11)=

360N/mm2(565mm35mm)

.

按构造配筋，取ASminAS0.5/1006002/2900mm2

每侧实配3

20。（ASAS941mm2）

（3）垂直于弯矩作用下水平面受压承载力验算

1层 ，Nmax=2079.08KN L0/b=4.5/0.6=7.5

0.9(fcAfy/Ac0.91(14.3N/mm2(600mm)2360N/mm941mm22)5243Kn﹥

Nmax=2079.08KN 满足要求

（4）斜截面受剪承载力计算 ① C轴柱一层

最不利组合：（M=-60.22KN·m;N=1779.62KN;V=40.87KN） 因为剪跨比H/2h04.5m/(20.565)43 所以=3

因为0.3fcA0.314.3kN/m(600mm)2=1544.4KN﹤N,所以 N=1544.4KN

Asv

s

V

1.75

fbh0.07Nt0



fyvh0

1.75

1.43N/mm2600mm565mm0.071544.4103N)

210565

(40.87103N

0

按构造要求配置410@250 ② C轴柱三层

最不利组合：（M=-138.69KN·m;N=868.28KN;V=76.55KN）

因为剪跨比H/2h03.6m/(20.565)3.18 ﹥3 所以=3 因为0.3fcA0.314.3N/mm2(600mm)21544.4KN

Asv

s0

V

1.75

fbh0.07Nt0

fyvh0

1.75

1.43N/mm2600mm565mm0.071544.4103N)

210N/mm2565mm

(76.55103N

按构造要求配置410@250

（5）裂缝宽度验算

e030.8mm

=0.05﹤0.55，可不验算裂缝宽度； 

h0565mme180mm3层0=0.32﹤0.55，可不验算裂缝宽度。

h0565mm 1层

1.8.2框架梁截面设计

（1）正截面受弯承载力计算 梁AC（300mm×700mm）

1层 跨中截面 M=209.1kN·m

M209.1106Nm

==0.11 as

a1fcbh021.014.3N/mm2300mm

(665mm)2

11﹤b

a1fcbh01.014.3N/mm2300mm665mm0.12

=950mm2 As2

fy360N/mm

minmax0.2%,(45ft/fy)%0.2% Asminbh0.002300mm700mm420mm2 下部实配4

20As1256mm2

上部按构造要求配筋。

梁AC和梁DF各截面的正截面受弯承载力配筋计算见表

（2）斜截面受剪承载力计算 梁AC（1层） Vb=212.5KN

0.25cfcbh00.25×1.0×14.3N/mm×300mm×665mm=713.31KN﹥Vb 满足要求

2

ASV(Vb0.7ftbh0)(212.15KN103N0.71.43N/mm2300mm665mm)

﹤0 

S1.25fvyh01.25210N/mm2665mm按构造要求配箍，取双肢箍8@350

梁AC与梁DF各截面的斜截面受剪承载力配筋计算见表

（3）裂缝宽度计算 梁AC（1层）

取MK=223.44KN·m计算

MK223.44106Nmm2

=307.5N/mmsk

0.87h0AS0.87665mm1256mm2

As1256mm2

te0.014

Ate0.5300mm700mm

1.10.65

deq

nd

nvd

iiii

2

ftk

tesk

2.01N/mm2

=0.8 1.10.652

0.014307.5N/mm

i

4202=20mm cr2.1 420

max

deq307.5N/mm220mm

2.10.8(1.925mm0.08) =cr1.9c0.0852

2.010N/mm0.014ESte

sk

=0.247mm﹤wlim=0.3mm

2 楼盖设计

2.1楼板类型及设计方法的选择

按受力特点，混凝土楼盖中的周边支承可分为单向板和双向板两类，只在一个方向弯曲或主要在一个方向弯曲的板，称为单向板，在两个方向弯曲且不能忽略任一方向弯曲的板称为双向板，在本方案中ll/l22属于双向板.

2.2荷载设计值

一般层 （1）活荷载 q21.42.8KNm2

1.2 （2）恒荷载 g4.33

4.KNm2

gq2.84.987.78KNm2 g

q2.84.986.38KNm2 22

q2.81.4KNm2 22

顶层 （1）活荷载 q21.42.8KNm2

9 （2）恒荷载 g1.26.8

8.KNm2

gq8.272.811.07KNm2 g

q2.8

8.279.67KNm2 22

q2.81.4KNm2 22

2.3计算跨度

（1）内跨 l0lc,lc为轴线间距离 （2）边跨 l0lnb,ln为净跨，b为梁宽

2.4弯矩计算

已如前述，跨中最大正弯矩发生在活荷载为棋盘式布置时，它可以简化为当内支座

固支时g

qq

作用下的跨中弯矩值与当内支座铰支时作用下的跨中弯矩值两者之22

和。支座最大负弯矩可近似按活荷载满布求得，即内支座固支时gq作用下的支座弯矩。

所有区格板按其位置与尺寸分为A,B,C,D四类，计算弯矩时，考虑泊松比的影响取

Vc0.2 A区格板：

l013.975

0.57 l026.975

2.5 截面设计

截面有效高度，选用8的钢筋做为受力主筋，则lox（短跨）方向跨中截面的 顶层板的弯矩计算

d

120154101mm 2

3d

loy长跨方向跨中截面的h02hch01893mm支座截面处h0均为101mm

2h01hc

截面弯矩设计值；该板四周与梁整浇，故弯矩设计值应按如下折减： 1、A区格的跨中截面与A—A支座截面折减200

2、B E区格的跨中截面与A—B,A—C支座截面折减200

m

计算配筋量时，取内力臂系数s0.95,As 截面配筋计算结果及实际配筋列

0.95h0fy表

表2.28 楼面板的配筋计算

表2.30 屋面板的配筋计算

3.雨棚的设计

3.1雨篷板的内力计算：

根据受力分析雨篷板上侧受拉，最大弯矩在固定端设为M。

1.3

2.51.33.61.312.2kNm

1.4M

2

3.2 雨篷的配筋计算：

已知：雨篷板厚h100mm 雨篷板宽b2.5m

最小保护层厚度c25mm b0.518 11.0 fy360N/mm2

ft1.43N/mm2

h0has1003070mm

M12.2106

s0.069622

1fcbh0114.3250070

10.072b0.518s0.5(10.964

12.2106

As502mm2

fysh03600.96470

M

As5022

201mm b 2.5

选用D8@250，As201.0mm2，垂直于纵向受拉钢筋放置A6@180的分布钢筋，其截面面积为：

157mm20.15%bh0.15%1000100150mm2

且157mm215%As0.1520130.15

验算试用条件：

(1)xh00.072705.04bh00.5187036.26(2)

201hfh1.43100

0.287%min0.45t0.450.255%

100070h0fyh036070

h100

0.2%0.286%满足。h070

同时0.2%

3.3雨篷梁的剪力，扭矩，弯矩设计值计算:

梁的受力分析简化图如下

q1.4+3.61.36.08kN/m

ql

剪力：V16kN23.6kN

2

10.241.30.24

扭矩：T[1.42.5(1.3)3.61.32.5()]7kNm

2222

ql2

弯矩：M14kNm18.75kNm

8

计算梁的配筋： 已知：

梁的高度：h240mm;梁的宽度：b240mm最小保护层c35mm查表可知：11.0;b0.518fc14.3N/mm2;ft1.43N/mm2fy360N/mm2;fyv210N/mm2

（1） 验算构件截面尺寸

h0has240(35

20

)195mm2

Wt

b22402

(3hb)(3240240)460.8104mm366

按

VTVT0.25cfc和0.7ft有bh00.8Wtbh0Wt

VT23.61037106==2.403N/mm20.25cfc0.251.014.33.575N/mm2

4

bh00.8Wt2401950.8460.810

VT23.61037106

==2.023N/mm20.7ft0.71.431.001N/mm2

4

bh0Wt240195460.8

10

截面尺寸满足要求，但需按计算配置钢筋。

（2）确定计算方法

T7kNm0.175ftWt0.1751.43460.81041.15kNm V23.6kN0.35ftbh00.351.4324019523.423kN

须考虑扭矩及剪力对构件受剪和受扭承载力的影响。

（3）计算受弯纵筋

M18.75106

s=0.14422

1fcbh01.014.3240195

11b0.518可以

s0.5(10.518.75106

As=290mm2

fysh03600.922195

M

（4）计算受剪及受扭钢筋

Acorbcorhcor17017028900mm2

ucor2(bcorhcor)2(170170)680mm

①受扭箍筋计算

t

1.51.5

1.2861.0故t取1.034

23.610460.81010.510.5Tbh07106240195

取1.2则

Ast1642

0.588mm/mms受剪箍筋计算

AsvV0.7(1.5t)ftbh023.61030.7(1.51.0)1.432401950.003mm2/mms1.25fyvh01.25210195梁所需单肢箍筋总面积Ast1Asv0.003

=0.588=0.588mm2/mms2s2

取箍筋直径为A8的HPB235级钢筋，其截面面积为50.3mm2，得箍筋间距为：

50.3

85.54mm,取s80mm s

0.588

②受扭纵筋计算

Astl

fyvAst1ucor

fys



1.22100.588680

=280mm2

360

梁底面所需受弯和受扭纵筋截面面积：

选用3根直径14mm的HRB400级钢筋，其截面面积为461mm2 梁顶面所需受扭纵筋的截面面积：

(b20.5h)170170

Astl280140mm2

ucor680

选用2根直径为10mm的HRB400级钢筋，其截面面积为157mm2

（5）验算梁最小箍筋配筋率

f1.43

0.0019 sv,min0.28t0.28

fyv210 实有配筋率为

nAsv1250.30.00520.0019 bs24080

（6）验算梁弯曲受拉纵筋配筋筋量

sv

stl,min 受弯纵筋最小配筋率

Astl,minft1.430.60.003

bhfy360

s,min0.45

ft1.43

0.450.179%0.2%,取s,min=0.2% fy360

截面弯曲受拉边的纵向受力钢筋最小配筋量为

(b20.5hcor)(170170)

s,minbh0stl,minbhcor0.0022401950.003240240180mm2

ucor680 小于461mm2所以满足

4.楼梯设计

4.1梯段板的设计

（1）梯段板的计算

l3000100mm；取h100mm 假定板厚h3030（2）荷载计算 (取1米宽板计算)

楼梯斜板的倾斜角

150

tg1tg10.526.56

300

cos0.9

1.01

0.150.3251.87kN/m 踏步重： 0.320.3

0.12251.0kN/m 斜板重：0.9

0.150.3

1.00.02200.6kN/m 20mm厚找平层：

0.3

1.0

0.015170.283kN/m 0.9

恒载标准值：gk1.871.00.60.2833.753kN/m

15mm厚板底抹灰：

恒载设计值：gd1.23.7534.5kN/m 活载标准值：pk2.512.5kN/m 活载设计值：pd1.42.53.5kN/m

总荷载设计值：qdgdpd4.53.58kN/m （3）内力计算 跨中弯矩

11

Mqdl283.6210.37kNm

1010 4、配筋计算：

h0h2012020100mm

M10.37106

s0.087 22

1fcbh01.011.91000100

12s120.0870.091

f1.011.9As1cbh00.0911000100516mm2

fy

210

受力筋选用8/10@120（As537mm2） 分布筋选用6@130

4.2平台板的计算

（1）荷载计算 （取1m板宽计算） 假定板厚为70mm

恒载：平台板自重： 0.071251.75kN/m 20mm厚找平层： 0.021.0200.4kN/m 15mm厚底面抹灰： 0.0151.0170.255kN/m 恒载标准值： gk2.41kN/m

恒载设计值： gd1.22.42.89kN/m 活载标准值： pk2.512.5kN/m 活载设计值： pd1.42.53.5kN/m

总荷载设计值： qdgdpd2.893.56.39kN/m （2）内力计算

h0.051.51.53m 2211

板跨中弯矩 Mqdl26.391.5322.675kNm

88

（3）配筋计算

计算跨度： ll0

h0h20701555mm

M2.6751062

s0.074mm22

1fcbh01.011.9100055

12s120.0740.077

f11.9As1cbh00.077100055240mm2

fy

210

受力筋选用6@110（As257mm2） 分布筋选用6@220

4.3平台梁的计算

（1）荷载计算

3.6

14.4kN/m 梯段板传来 821.5

平台板传来 6.39(0.2)7.03kN/m

2

梁自重 （假定b×h=250×400mm）

0.25(0.40.05)252.19kN/m

荷载设计值 qd23.62kN/m （2）内力计算

ll0a3.660.253.91m

l1.05l01.053.663.84m

11

Mmaxqdl223.623.84243.54kNm

8811

Fsmaxqdl023.623.6643.23kN

22（3）配筋计算

纵向钢筋计算（按第一类倒L形截面计算）

l3.84103

640mm 翼缘宽度 bf'

66

bf'b

s018002501150mm 22

取小值 bf'640mm

M43.541062

s0.043mm22

1fcbf'h01.011.9640365

12s120.0430.044

As

1fc

fy

bf'h00.044

11.9

640365582mm2 210

选用316（As603mm2） （4）箍筋计算

截面校核 0.25fcbh00.2511.6250365264.63kN41.38kN 截面尺寸满足要求： 判别是否需按计算配置箍筋

0.07fcbh00.0711.625036574.1kN41.38kN 需构造配置箍筋 选用6＠150

5基础设计

设计基础的荷载包括：①框架柱传来的弯矩，轴力和剪力（可取设计底层柱的

相应控制内力）②基础类型的选取由于本建筑物柱距5000mm，因而采用柱下独立基础在框架柱内力计算中所选2轴为一榀框架，该榀框架四根柱子，柱距分别为6300mm，2700mm，6300mm因而将柱分别做成柱下独立基础。

5.1基本资料

地基承载力设计值取150KPa。建筑结构的安全等级为二级,设计使用年限为50年。边柱采用钢筋混凝土独立基础，中柱采用钢筋混凝土长方形联合式独立基础。

5.2 计算边柱与中柱独立基础

(取中柱的荷载值来计算边柱) 柱子截面尺寸600mm×600mm 竖向荷载标准值Fk=2079.08kN 弯矩标准值Gk=60.22KN·m 剪力标准值Vk=40.87KN

竖向荷载设计值F=2079.08×1.4=2910.7kN 弯矩设计值G=60.22KN·m×1.4=84.31 KN·m 剪力标准值V=40.87KN×1.4=57.22kN

室内外高差为0.6m。基础最小埋深按粘土层深度取值，故取基础埋深为0.8m,fa=150KPa 2.9.3 基础底面尺寸的确定 （1）初步确定基础底面尺寸

基本平均埋深为d=h+0.6/2m=0.8m+0.30m=1.10m 按中心荷载作用下的式计算基础面积

A

2079

16.2m2

150201.10

考虑偏心荷载不大，将基础底面积初步扩大10% A=1.1A=1.1×17.3=17.82m2 初步选l=3m b=6m

A,lb3618m2

基础及回填土

GKGAd20361.5540KN



（2）持力层承载力验算 偏心距eK

MK60.2240.870.9l5.3

0.030.88m

FKGK207954066

基地平均压力

即pK

FKGK2079540

145KPa150KPa A36

满足要求

（3）验算基底最大压力Pmax

max

FKGKA

6ek1

l207954060.05

1153.KPa1.2fa180KPa

185.3

满足要求

5.3计算基底净反力设计值

（1）求最大净反力与最小净反力

基础高度为h=900mm, 分两阶，每阶高450mm，地基土静反力偏心距为

M6040.870.9ej0.036m

F2735基础边缘处的最大和最小净反力为

6ejF273560.025

pjmax(1)(1)130.6KPa

lbl2079365.3

6eF4105.560.025

pjmin(1j)(1)100.3KPa

lbl33004.545.3（2）柱与基础交接处的冲切计算 b=4>bc+2h0=0.6+2×0.86=2.32m am=(at+ab)/2=(0.6+2.32)/2=1.46m

la

Ai(ch0)b(b/2bch0)2(4.5/20.6/20.86)4(4/20.6/20.86)2

22

4.360.7063.65m2

FI=pjmaxAi=235.07×3.65=858.00KN

因为基础高度为900mm,查表得hp0.99

抗冲切力0.7hpftamh00.70.991.431031.460.861244KN858.8KN 满足要求

（3）基础变阶处的冲切计算 b=4>2.2+2×0.41=3.02m

am=(2.2+3.02)/2=1.1+1.51=2.61m

la

Ai(ch0)b(b/2bch0)2(4.5/22.5/20.41)4(4/22.3/20.41)2

22

2.360.1962.16m

冲切力FI=pjmaxAi=235.07×2.16=507.7KN 基础高h=0.45m

抗冲切力

0.7hpftamh00.711.431032.610.411071.1KN507.7KN 满足要求

5.4配筋计算

柱截面尺寸为b×h=600mm×600mm 基础底面尺寸为b×l=4m×4m 计算基础底板配筋时先取

Ⅰ-Ⅰ截面，Ⅲ-Ⅲ截面计算基础方向的弯矩设计值：

（1）柱边截面

lac4.50.6

phlpjmin(pjmaxpjmin)100.3(130.6100.3)118.48KPa

2l24.5

M1

1

(PjmaxPjmin)(2bbc)(lac)248

1

(130.6100.3)(240.6)(4.50.6)248

629.23KN.M

M1629.23106

As12709.86mm2

0.9fyh00.9300860

（2）阶处Ⅲ-Ⅲ截面

lac4.52.5

phlpjmin(pjmaxpjmin)100.3(130.6100.3)132.9KPa

2l24.5

M1

1

(PjmaxPjmin)(2bbc)(lac)248

1

(130.6100.3)(242.3)(4.52.5)2 48

198.19KN.M

M1198.19106

As31790mm2

0.9fyh00.9300410

As1As3故按As1配筋14根直径16实配2813mm（3）基础短边方向

a柱边（Ⅱ-Ⅱ）截面

pjmaxpjmin130.6100.3phl115.45Kpa

22

M1

1

(2bbc)(bbc)224

2

1

(130.6100.3)(24.50.6)(4.50.6)2 24

1054.7KN.M

Mò1054.7106

As21842.4mm2

0.9fyh00.9300860

B柱边处（Ⅳ-Ⅳ截面）

24228.1(24.52.5)(42.3)2

24

315KN.M

Mò315106

As41553mm2

0.9fyh00.9300410M1

pj

(2lbc)(bb1)2

As2As4故按As2配筋10直径16 实配2009 mm

2

参考文献:

1．建筑结构荷载规范(GB50009-2010)。

2．建筑地基基础设计规范(GB50007-2010)

3．混凝土设计规范(50010-2010)。

4．建筑抗震设防分类标准(GB50223-95)。

5．建筑抗震设计规范(GB50011-2010)。

6．砌体设计规范(GB50003-2010)。

7.筑结构可靠度设计统一标准(50068-2010)

41