土木工程毕业设计（论文）-天津市某公司四层综合办公楼设计4300.pdf

设计摘要 本设计为某单位综合办公楼，建筑面积为 4388.93 平方米,本工程为四层钢筋混 凝土框架结构，建筑物总高度为 15.40m，层高为 3.6m。建筑物防火等级为二级，抗 震设防烈度为 7 度，抗震等级为三级。 经过比较，本工程选用横向、纵向梁承重。在进行结构设计时，按横、纵向框架 进行分析，内力计算考虑了以下三种荷载作用，即与水平地震荷载组合的等效重力荷 载作用下的内力、水平地震荷载作用下的内力计算和恒载与活载作用下的内力。 进行截面抗震设计时，遵循的设计原则是： “强柱弱梁，强剪弱弯，强节点强锚 固” ，且满足构造要求。 全套图纸，加全套图纸，加 153893706 design abstract the graduation project is a lab building .the total area of architectural is about 4388.93m , this enginer is a four- layers masonry in- full frame, it is 15.40m high,layer14,3.6m.the degree of fire resistant the building is three stage, and the anti- seismic garrison is 7stage. after compared, the weight is assumed by the across wise and longitude frame. bingcalculting the structure ,the structure is lacked as wise and frame system and analysised ,and we consider the action come from three loads ,which are horizontal earthquake load ,dead and live load , and equal effect gravity load compose of horizontal earthquake load. considering the design of cross- section anti- seismic ,we adhere to the desion principle is “stranger column and weaker beam, stranger shear force and weaker bending, stranger anchorage” , and the crossing- section must meet the demand of construction. 第一篇 建筑设计说明 一、设计资料： 设计题目：天津市某单位综合办公楼 设计原始依据（资料） ： （一）自然条件 1. 工程地质条件：类场地 2. 抗震设防：7 度 3. 防火等级：级 4. 建筑物类型：乙类 5. 基本风压：w0=0.5kn/m2。 6. 基本雪压：s0=0.40kn/m2 7 楼面活荷：2 kn/m2 （二）建筑物层数与层高 1. 层数：4 层 2. 层高：3.6 m （三）参考资料 1.建筑制图统一标准 2.建筑结构制图标准 3.建筑地基基础设计规范 4.建筑结构荷载规范 5.建筑抗震设计规范 6.混凝土结构设计规范 7.建筑抗震设计教材 8.钢筋混凝土结构教材 9.地基与基础设计教材 二、工程概况： 1、工程名称：天津市某单位实验楼 2、建筑地点：天津市市区 3、设计资料： （1）总建筑面积 4388.93m （2）建筑层数 4 层 层高 首层 5.05m 标准层 3.6m 总建筑高度 15.400m （3）采用钢筋混凝土框架结构 （4）建筑平面和剖面见附图 （5）该工程所处地区地震基本烈度 7 度，场地土类 三、建筑方案评价 1. 总平面设计： （1）基地选择： 实验楼的基地应选在交通和通讯方便的地段，应避开产生粉尘、煤烟、散发有 害物质的场所和储存有易燃、易爆品地段。应符合城市规划布局，选在市政设施比较 完善的地段。 （2）总平面布置与各类用房关系： 总平面布置应考虑环境与绿化设计。办公建筑的主体部位宜有良好的朝向和日 照。建筑基地内应设停车场，或在建筑物内设停车库。在同一基地内办公楼与宿舍楼 共建，或建造一办公用房为主的综合楼，应根据使用功能不同，安排好主体建筑与附 属建筑的关系，做到分区明确、布局合理、互不干扰。 2. 建筑平面图设计： （1）办公室：包括普通办公室和专业办公室。应有良好的朝向和自然通风。普 通办公室设计单间式大空间式，大空间办公室在布置吊顶筋的通风口、照明、火设施 等时，应尽可能为自行分割或装修创造条件。普通办公室每人使用面积不应小于 3.5 平方米，单间办公室净面积不宜小于 10 平方米。 （2）会议室：会议室根据使用人数和桌椅设置情况确定使用面积，会议厅所在 数和安全出口的设置等应符合防火规范的要求。 （3）值班室：据使用要求设置。专用接待应靠近使用部门、行政办公建筑的群 众来接待室依靠近主要出入口。 （4）打字室：光线充足，通风良好，避免日晒 （5）资料室：资料室应光线充足，通风良好，避免阳光直射和眩光。 （6）卫生间：公共卫生间距离最远的工作房间不应大于 50 米，应尽量布置在 建筑的次要面或朝向较差的一面。卫生间应设前室内宜设置洗脸盆，按 40 人一具设 置。卫生间应有天然采光和不向临室对流的直接自然通风。 （7）开水间：应根据办公室建筑层数和当地饮水习惯中或分层设置开水间。开 水间宜直接采光和通风。 3. 构造要求： （1）楼梯设计应符合防火规范规定； （2）主要楼梯应设于入口附近； （3）位置要明显； （4）走道宽度应符合防火规范规定； （5）应注意走道的采光要求； （6）走道过长时，应考虑增加采光口或在走道端部开窗，尽量减少在个房间的 内墙上开设高窗； （7）门的最小宽度应根据入流通行和建筑防火而定；公室门洞口宽度不应小于 1 米，宽度不应小于 2 米。天然采光房间窗的面积大小由房间采光系数决定。 第二篇 结构设计说明 一、结构选型 1. 结构体系选择 本设计为四层综合办公楼，建筑总高度为 15.40 米，本工程可选用钢筋混凝土 框架结构、砖砌体结构。但由于会议室开间较大且有宿舍等其他用房，需要结构布局 结构灵活，根据规范粘土砖不再被使用，故而不采用多砌体结构方案。 由于本工程为低层建筑，若采用框架剪力墙结构，费工费时，且相当不经 济，故不采用框架剪力墙结构。该建筑物开间较大，有规律，要求布局灵活，柱 间摆设简单。 同时考虑， 建筑物处于 7 级地震区， 应进行抗震设计， 故选用框架结构。 2.主体选择全现浇 现浇式框架结构的全部构件需要在现场整体浇筑，整体性和抗震性好，能较好 的满足使用要求，且采用的墙体为混凝土砌块填充墙，不参与抗震，所以采用全现浇 式框架结构。 3.确定承重体系 该建筑选择框架结构体系，纵、横两个方向的跨度比 lo2 / lo1 = 7200/ 6000 =1.2=1.1*n/fc=1.12268000n/14.3n/m =417mm,增大 20%40% 故取 b=500mm 梁截面尺寸及混凝土强度等级梁截面尺寸及混凝土强度等级 层次 2-4 1 混凝土 强度等 级 c30 c30 横梁（bxh） 纵梁 （bxh） 250700 250700 次梁 （bxh） 250500 250500 ab 跨、ce 跨 bc 跨 250600 250 400 250600 250400 （3）板厚设为 100 毫米 3. 钢筋保护层厚度 （1）楼板保护层厚度取 30 毫米 （2）柱保护层厚度取 40 毫米 （3）梁保护层厚度取 40 毫米 4. 钢筋接头 （1）柱内纵向钢筋均采用焊接接头，接头位置分为两个断面，每次接头筋为全 部钢筋的 50%。焊接接头应作拉伸试验。 （2）梁内钢筋当 d22 时均采用焊接接头，d1.4tg=0.49s 需考虑顶部附加地震作用 结构总水平地震作用标准值 fek=1geq=0.0790.8539800=2672.57kn n=0.08t1+0.07=0.1146 fn=nfek=0.11462672.57=306.28kn ek n i f gihi gihi fi = = 1 (1-n); 质点 i 的水平地震作用标准值， 楼层地震剪力及楼层层间位移计算过程见下表 各质点水平地震作用及楼层地震剪力计算表各质点水平地震作用及楼层地震剪力计算表 层 数 gi (kn) hi (m) gi hi gihi ek ii i f hg gihi f = vi (kn) di (kn/m) ue (m) 4 10100 15.85 160085 410870 1229.13 1229.13 575460 0.002 3 9200 12.25 112700 648.36 1877.49 575460 0.003 2 9600 8.65 83040 477.99 2355.48 575460 0.004 1 10900 5.05 55045 317.08 2672.56 575460 0.008 3）验算框架层间弹性位移 首层： ue/h=0.008/5.05=0.001570.1 l0/3=6/3=2m94.42kn 加密区长度取 0.9m 非加密区箍筋取8150，箍筋设置满足要求 横向梁箍筋数量计算表横向梁箍筋数量计算表 层 截面 rrev (kn) 0.2cfcbh0 (kn) s asv = fyvho fcbhorrev 25 . 1 42 . 0 - 梁端加密区配 筋( s asv ) 非加密区配筋 ( s asv ) 4 a,bl 94.42 400.4 0.07 8100(1.01) 8150(0.27) br,cl 50.63 257.4 -0.04 8100(1.01) 8150(0.27) 3 a,bl 100.39 400.4 0.11 8100(1.01) 8150(0.27) br,cl 108.7 257.4 0.58 8100(1.01) 8150(0.27) 2 a,bl 118.68 400.4 0.24 8100(1.01) 8150(0.27) br,cl 149.43 257.4 1.01 8100(1.01) 8150(0.27) 1 a,bl 130.93 400.4 0.32 8100(1.01) 8150(0.27) br,cl 185.78 257.4 1.39 870(1.44) 8150(0.27) 注：min=0.163 b 框架柱配筋计算 1、柱的计算长度 由于该建筑物为现浇楼盖，所以地层柱：l0=1.0h 其它层：l0=1.25h 2、受力钢筋的计算和构造要求。 非抗震时，各层柱在横向框架平面内按单向偏心受压构件计算，纵向受力钢 筋 as=as对称布置在弯矩作用方向两边； 在横向框架平面外， 按轴心受压构件计算， 全部纵向钢筋as沿截面周边均匀布置。 抗震时， 各层柱在重力荷载代表值及横向地震作用下， 在横向框架平面内外， 先分别按单向偏心受压和轴心受压构件计算其配筋，然后在重力荷载代表值及纵向 地震作用下，按双向偏心受压构件进行正截面受压承载力验算。 二级抗震框架要求： 每一侧纵向钢筋的最小配筋率为：中柱和边柱 0.8%，角柱为 1% 加密区的箍筋的最小直径为 8mm，最小间距为纵向钢筋的 8 倍和 100 的较小值。 全部纵向钢筋的配筋率最好不大于 5%。 （1）剪跨比和轴压比验算 柱 层 b(mm) h0(mm) fc mc vc n mc/vh0 n/fcbh0 a 4 500 460 14.3 148.79 62.74 303.62 5.242 0.090.9 3 134.03 65.67 604.91 4.44 0.19 2 161.15 78.4 915.3 4.47 0.28 1 281.15 84.2 1293.0 7.26 0.39 b 4 165.39 69.94 423.39 5.14 0.13 3 184.21 89.67 598.69 4.47 0.18 2 239.79 107.22 839.55 4.86 0.26 1 297.73 101.22 1076.73 6.39 0.33 注： mc 、vc、n 可以从柱弯矩和轴力组合表中和柱减力 rre1.2(sgk+0.5sqk )+1.3sek中除以 rre得到，不考虑承载力抗震力。 抗震调整系数（受弯 r=0.75;受减 r=0.85;受压 r=0.8） （2）柱正截面承载力计算 1）四层边柱 轴向压力对截面重心的偏心距e0=m/n=111.59106/218.86=509.9mm 附加偏心距 ea=(h/s,20)max h/s=500/30=16.7mm 所以取 ea=20mm 初始偏心距 ei=ea+eo=509.9+20=529.9mm 计算长度 l0=1.25h=1.253.6=4.5m l0/h=4500/500=98,考虑纵向弯曲的影响， nb=b1fcbho=0.5181.014.310 30.50.46=1704kn 柱顶 n=1001.1kn,柱底 n=10.34.4 knm1704kn，由此可判断为大偏压 m=56.37knm ,n=111.59kn 水平荷载产生的弯矩设计值与总弯矩设计值之比 1.356.37/111.5975%，取 l0=4.5m 构件截面面积 a=bh+2(bf- b)hf=0.52+2(2- 0.5)0.1=0.55m2 1=0.5fca/n=0.514.30.5510 3/218.86=17.971,取 1=1 由于 l0/h=93 取=3 n=218.8610 3n0.2153 （可以） 配箍率： sv r =n asv/bs=450.3/500140=0.287% min r=0.025fv/fyv=0.02511.9/210=0.17% sv r （可以） 框架柱的箍筋框架柱的箍筋 柱 层 rrev (kn) 0.2fc cbh0 (kn) n (kn) 0.3fca (kn) asv/s (mm) vfc/fyv () 实配箍筋 加密区 非密区 a 4 52.48 657.8 242.9 1072.5 -0.125 0.41 8140 8250 3 55.82 657.8 491.93 1072.5 - 0.372 0.41 8140 8250 2 66.64 657.8 732.24 1072.5 - 0.439 0.41 8140 8250 1 71.57 657.8 1034.4 1072.5 - 0.498 0.50 8100 8250 b 4 59.45 657.8 338.71 1072.5 - 0.248 0.41 8140 8250 3 76.22 657.8 478.95 1072.5 - 0.243 0.41 8140 8250 2 91.14 657.8 671.64 1072.5 - 0.198 0.41 8140 8250 1 86.04 657.8 861.38 1072.5 - 0.379 0.43 8100 8250 （二）纵梁配筋计算 纵梁配筋纵梁配筋 层 次 截面 m as as 实配筋 as/ as (%) (kn.m) (mm2) (mm2) （mm2） as/bh0 支 座 2 - 78.72 0 402 353 216(402) 1 0.244 3 左 23 跨间 86.72 0.012 402 367 216(402) 1 0.244 支 座 3 右 - 144.26 0 760 646 216+120(716) 1 0.461 4 左 4 34 跨间 167.19 0.011 420 708 222(760) 1 0.461 支座 4 右 - 178.03 0.021 760 798 416(804) 0.95 0.487 45 跨间 153.98 0.01 402 651 222(760) 0.53 0.461 支 座 2 - 136.78 0 628 613 220(628) 1 0.381 3 左 23 跨间 145.77 0.02 628 620 220(628) 1 0.381 支 座 3 右 - 183.26 0.019 760 821 320(941) 0.81 0.57 3 4 左 34 跨间 185.81 0.011 628 691 222(760) 0.83 0.461 支座 4 右 - 208.75 0.021 804 935 216+220(1030) 0.78 0.624 45 跨间 185.81 0.013 402 787 416(804) 0.5 0.487 支 座 2 - 183.18 0.0001 911 821 216+218(911) 1 0.552 3 左 23 跨间 192.22 0.026 402 820 216+218(911) 0.44 0.552 支 座 3 右 - 218.24 0 1140 978 216+2 20(1030) 1.11 0.624 4 左 2 34 跨间 240.98 0.016 402 1023 320(1030) 0.35 0.691 支座 4 右 - 240.26 0.022 941 1076 216+2 20(1030) 0.83 0.691 45 跨间 217.64 0.014 402 923 320(941) 0.81 0.57 支 座 2 - 266.57 0.007 1256 1194 420(1256) 0.99 0.769 3 左 23 跨间 266.5 0.036 628 1142 420(1256) 0.41 0.761 支 座 3 右 - 260.84 0 1256 1169 420(1256) 0.99 0.769 1 4 左 34 跨间 283.7 0.019 628 1206 420(1256) 0.41 0.761 支座 4 右 - 282.33 0.023 1140 1265 218+2 22(1269) 0.9 0.769 45 跨间 259.7 0.018 509 1103 322(1140) 0.45 0.691 纵梁箍筋纵梁箍筋 层 截面 rrev (kn) 0.2cfcbh0 (kn) s asv = fyvho fcbhorrev 25 . 1 42 . 0 - 梁端加密区配 筋( s asv ) 非加密区配筋 ( s asv ) 4 23左 63.13 471.9 -0.208 8150(0.67) 8200(0.183) 3右4左 147.02 471.9 0.277 8150(0.67) 8200(0.183) 4右5左 161.10 471.9 0.358 8150(0.67) 8200(0.183) 3 23左 122.78 471.9 0.137 8150(0.67) 8200(0.183) 3右4左 184.72 471.9 0.494 8150(0.67) 8200(0.183) 4右5左 194.47 471.9 0.550 8150(0.67) 8200(0.183) 2 23左 150.81 471.9 0.298 8150(0.67) 8200(0.183) 3右4左 203.25 471.9 0.601 8150(0.67) 8200(0.183) 4右5左 203.25 471.9 0.601 8150(0.67) 8200(0.183) 1 23左 194.08 471.9 0.548 8100(1.01) 8200(0.183) 3右4左 204.81 471.9 0.610 8100(1.01) 8200(0.183) 4右5左 215.00 471.9 0.669 8100(1.01) 8200(0.183) 剪剪跨比跨比和轴和轴压比验压比验算算 柱 层 b(mm) h0(mm) fc mc vc n mc/vh0 n/fcbh0 2 4 500 460 14.3 78.08 34.57 94.84 4.912 0.0290.9 3 128.36 117.32 275.39 2.38 0.084 2 151.68 233.75 492.76 1.41 0.150 1 281.89 399.76 756.09 1.53 0.230 3 4 138.64 47.19 253.8 6.39 0.077 3 185.52 103.41 601.26 3.9 0.182 2 239.17 186.29 968.85 2.79 0.295 1 327.17 284.47 1376.5 2.50 0.419 4 4 104.97 68.2 203.25 32.9 0.062 3 141.11 56.2 450.44 44.1 0.137 2 174.93 71.3 697.9 53.3 0.212 1 303.35 100.7 948.14 65.5 0.288 柱正截面承载力柱正截面承载力 柱 层 m (knm) n (kn) e0 (mm) ea (mm) ei (mm) ei /h0 1 l0 (mm) l0/h 2 2 4 58.56 75.87 771.85 20 791.85 1.72 1 439. 8.78 1 1.094 3 96.27 220.31 436.98 20 456.98 0.99 1 4650 9.3 1 1.061 2 113.76 394.21 288.58 20 308.58 0.67 1 4571 9.14 1 1.040 1 210.36 604.87 347.78 20 367.78 0.80 1 8023 16.05 1 1.147 3 4 103.98 203.04 512.12 20 532.12 0.12 1 4500 9 1 1.007 3 139.14 351.53 395.81 20 415.81 0.90 1 4229 8.46 1 1.046 2 179.38 775.08 231.43 20 251.43 0.55 1 4184 8.37 1 1.028 1 245.32 1011.2 222.78 20 242.78 0.53 1 7777 15.55 1 1.091 4 4 78.73 161.49 487.52 20 507.52 1.10 1 4190 8.38 1 1.055 3 105.83 360.35 293.69 20 313.69 0.68 1 4386 8.77 1 1.037 2 131.20 558.32 234.99 20 254.99 0.55 1 4330 8.66 1 1.029 1 227.51 758.32 300.02 20 320.02 0.70 1 7870 15.74 1 1.124 框架柱配筋框架柱配筋 柱 层 bh (mm2) n (kn) ei (mm) e (mm) e (mm) as=as (mm2) 实配(mm2) 2 4 500500 75.87 791.8 1.09 1076 656.3 0.023 329.3 418(1017) 3 500500 220.31 456.9 1.06 694.8 274.8 0.067 400.49 418(1017) 2 500500 394.21 308.5 1.04 530.9 110.9 0.12 289.19 418(1017) 1 500500 604.87 367.7 1.15 631.8 211.8 0.184 847.46 418(1017) 3 4 500500 203.04 532.1 1.01 745.8 325.8 0.062 437.56 418(1017) 3 500500 351.53 415.8 1.05 644.9 224.9 0.107 522.97 418(1017) 2 500500 775.08 251.4 1.03 468.5 48.47 0.236 248.47 418(1017) 1 500500 1101.2 242.8 1.09 474.8 54.87 0.335 399.62 418(1017) 4 4 500500 161.49 507.5 1.05 745.4 325.4 0.049 347.58 418(1017) 3 500500 360.35 313.7 1.04 535.3 115.3 0.110 274.8 418(1017) 2 500500 598.32 254.9 1.03 472.4 52.38 0.170 193.43 418(1017) 1 500500 758.32 320.0 1.12 569.7 149.7 0.231 750.8 418(1017) 框架柱的箍筋框架柱的箍筋 五 罕遇地震作用下弹性变形验算 1. 遇地震作用下弹性变形验算： 取 b 轴线的框架进行计算，由规范查得：罕遇地震的地震影响系数最大值max=0.5 （7 度类场地） 。多遇地震作用下max=0.08，罕遇地震与多遇地震的地震影响系 数之比为 0.5/0.08=6.25。 罕遇地震作用下的楼层剪力 层次 多遇地震下楼 层剪力（kn） 罕遇地震下楼 层剪力（kn） di/di vei (kn) 4 1229 7682.06 0.099 760.52 3 1877 11734.31 0.099 1161.70 2 2355 14721.75 0.099 1457.45 1 2673 16703.50 0.100 1670.35 2、楼层受剪承载力计算 柱 层 rrev (kn) 0.2fc cbh0 (kn) n (kn) 0.3fca (kn) asv/s (mm) vfc/fyv () 实配箍筋 加密区 非密区 2 4 29.38 657.8 75.87 1072.5 -0.369 0.41 8140 8250 3 99.72 657.8 220.31 1072.5 - 0.088 0.41 8140 8250 2 198.69 657.8 394.21 1072.5 0.201 0.41 8140 8250 1 339.80 657.8 604.87 1072.5 0.73 0.41 8100 8250 3 4 40.11 657.8 203.04 1072.5 - 0.44 0.41 8140 8250 3 87.9 657.8 481.01 1072.5 - 0.153 0.41 8140 8250 2 158.35 657.8 775.08 1072.5 0.144 0.41 8140 8250 1 241.80 657.8 1101.2 1072.5 - 0.222 0.41 8100 8250 4 4 6.92 657.8 162.6 1072.5 - 0.379 0.41 8100 8250 3 5.62 657.8 360.35 1072.5 - 0.300 0.41 8100 8250 2 7.13 657.8 558.32 1072.5 - 0.255 0.41 8100 8250 1 10.07 657.8 758.51 1072.5 - 0.252 0.41 8100 8250 （1）构件实际正截面承载力 按框架梁、柱实际配筋面积及材料强度标准值，分别由下式计算构件端部的实际正截 面承载力 梁： mby=fykas(h0-s) 偏心柱：mcy= fykas(h0-s)+0.5nghc(1-ng/bchcfck) 式中：as、fyk为纵向受拉钢筋的实配截面面积和强度标准值 bchc为构件矩形截面的宽和高 ng为重力荷载代表值得轴向力 ng=sgk+0.5sqk mby为梁端屈服弯矩，mcy为梁端屈服弯矩.hrb400 级 fyk=400n/mm 以四层为例： ab 跨梁 左端：m 上 by= fykas(h0-s)=400509(560-40)=105.87kn.m m 下 by=fykas(h0-as)=400509(560-40)=105.87kn.m 右端：m 上 by= fykas(h0-s)=105.87kn.m m 下 by= fykas(h0-s)=105.87kn.m bc 跨梁： 左端：m 上 by= fykas(h0-s)=400402(560-40)=57.46kn.m m 下 by=fykas(h0-as)=57.46kn.m 右端：m 上 by= fykas(h0-s)=57.46kn.m m 下 by= fykas(h0-s)=57.46kn.m a 柱: ng=sgk+0.5sqk=231.63+0.57.72=235.49kn.m mcy= fykas(h0-s)+0.5nghc(1- ckcf h c g b n ) =400923（460-40）+0.5235.4910 3500（1- 1 . 20500 1049.235 2 3 ） =211.17kn.m b 柱: ng=sgk+0.5sqk=293.48+0.510.95=298.96kn.m mcy= fykas(h0-s)+0.5nghc(1- ckcf h c g b n ) =400923（460-40）+0.5298.9610 3500（1- 1 . 20500 1096.298 2 3 ） =225.35kn.m 各梁、柱端受弯承载力（kn.m） （括号内数字为各层柱相对弹性线刚度的比值） （2）楼层受简承载力计算 采用简化的柱底塑性铰法计算各柱的受剪承载力 vyij,按下式计算 vyij=mcyij+mbyij/(ki+ki+1)/hi 式中: mcyij i 层 j 柱下端的实际受弯承载力 ki、ki+1i 层及 i+1 层柱的线刚度 hi 第 i 层柱净高 mbyij节点在左梁端反时针或逆时针方向截面屈服弯矩之和（取大值） 以首层为例： 1 层边柱： vyij=mcyij+mbyij/(ki+ki+1)/hi =342.82+256.261/（1+1.4） /5.05=89.03kn 中柱： vyij=mcyij+mbyij/(ki+ki+1)/hi =366.89+251.391/（1+1.4） /5.05=93.39kn vyi= = n j yij v 1 =89.032+93.39=274.45kn 楼层 1 2 3 4 边柱 89.03 113.54 94.10 88.07 中柱 93.39 117.4 90.94 78.56 vyi 271.45 344.48 279.14 254.70 （3）薄弱层弹塑性层间变形验算： 楼层屈服强度系数 楼层 1 2 3 4 y 0.163 0.236 0.240 0.335 y =vyi /vei 判断方法：对一般层y(i) y(i-1)+y(i)/2 顶层y(n) y(n-1) 底层y(n) y(n-1) 因为 y(1)=0.163y(2)=0.236 y(3) =0.24（y(2) y(4)）/2=（0.236+0.335）=0.285 由此判定：一、三层为薄弱层 弹塑性层间变形验算：p=peph 层 vei(kn) di (n/mm) ei(mm) p pi (mm) p=pi/hi 3 1161.7 40065 29.00 1.3 37.7 0.0101/50=p 1 167.35 24360 68.57 1.46 100.11 0.0191/50=p 六楼板的配筋计算 取三层 2 轴3- 4 轴间 1m 宽板带作为计算单元进行计算 1. 荷载 恒荷载设计值 g=1.23.067=3.68 kn/m2 活荷载设计值 q=1.42=2.8 kn/m2 q=1.42.5=3.5 kn/m2 荷载总设计值 3.68+2.8=6.48 kn/m2 3.68+3.5=7.18 kn/m2 2. 弯矩设计值 板的内力计算可按连续板计算,由钢筋混凝土结构上册表 114 查得板的弯 矩系数 板一： ln=1850mm 跨中弯矩： 8 1 6.481.852=2.77knm s=m/1f cbh 2 0=2.7710 6/1.014.31000802=0.0303 =0.031 as=cfcbfh0/fc=1.014.31000800.031/210=169mm 2 板二： ln=2150mm 跨中弯矩： 8 1 7.182.152=4.15knm s=m/1f cbh 2 0=4.1510 6/1.014.31000802=0.045 =0.046 as=cfcbfh0/fc=1.014.31000800.046/210=251mm 2 板三： lx/ly=3.4/6=0.57 查表得：mx=0.0378 my=0.0064 m x=- 0.0806 m y=- 0.0571 跨中：mvx=mx+0.2my=0.03786.481.03.42+0.20.00646.483.42=2.295kn.m mvy=my+0.2mx=0.00646.481.03.62+0.20.03786.483.42=0.820kn.m mx=2.2951.2=5.364kn.m my=0.8201.2=0.984kn.m 支座：m x=mx+0.2my=- 0.08066.481.03.42=- 4.733kn.m m y=my+0.2mx=- 0.05716.481.03.42=- 3.353kn.m m x=- 4.7330.8=- - 3.786kn.m my=- 3.3530.8=- 2.682kn.m as= ys fh m 0 g = 300709 . 0 10364 . 5 6 =250.4mm2 as= ys fh m 0 g = 300809 . 0 10984 . 0 6 =74.4mm2 as= ys fh m 0 g = 300709 . 0 10786 . 3 6 =182.1mm2 as= ys fh m 0 g = 300809 . 0 10364 . 5 6 =202.7mm2 板四： lx/ly=2/3.5=0.57 查表得：mx=0.0378 my=0.0064 m x=- 0.0806 m y=- 0.0571 跨中：mvx=mx+0.2my=0.03787.181.022+0.20.00647.181.022=0.794kn.m mvy=my+0.2mx=0.00647.181.022+0.20.03787.181.022=0.284kn.m mx=0.7941.2=0.953kn.m my=0.2841.2=0.34kn.m 支座：m x=mx+0.2my=- 0.08067.181.022=- 1.638kn.m m y=my+0.2mx=- 0.05717.181.022=- 1.161kn.m m x=- 1.6380.8=- 1.311kn.m my=- 1.6160.8=- 0.928kn.m 板五： （同理） lx/ly=2.78/3.69=0.753 mx=1.15kn.m my=0.54kn.m m x ，=1.113kn.m my=0.728kn.m 同理：双向板各部位的钢筋计算面积均按公式：as= ys fh m 0 g ，求得，结果如下表： 截面 h0（mm） mx/my/mx ,/m y , as（mm 2） 实配钢筋 实配 as （mm 2） 板 1 跨中 80 2.77 169 8250 201 70 0 6250 113 支座 80 0 8250 201 70 0 6250 113 板 2 跨中 80 4.15 251 8200 251 70 0 6250 113 支座 80 0 8200 251 70 0 6250 113 板 3 跨中 80 0.984 74.4 8250 201 70 2.754 182.1 8200 251 支座 80 -2.682 202.7 8250 201 70 -3.786 250.4 8200 251 板 4 跨中 80 0.34 25.7 6250 113 70 0.953 63.0 6250 113 支座 80 -0.928 70.1 6250 113 70 -1.311 86.7 6250 113 板 5 跨中 80 0.54 35.71 6250 113 70 1.15 86.92 6250 113 支座 80 -0.728 48.15 6250 113 70 -1.113 84.13 6250 113 七楼梯设计 （一）斜板 tb1设计 对第二层楼跑斜板的下端斜板 tb1取 1 米宽作为其计算单元 1、确定斜板厚度 t 斜板的水平投影净长为：ln=3300mm 斜板的斜净长为:ln=ln/cos=3300 22 150500 +/300=3689.5mm 斜板厚度 t1=(1/251/30)ln=122.98147.58mm 取 t1=130mm 2、荷载计算 取 1m 宽板带计算： 锯齿形斜板自重： (t1/ cos+d/2)r2=(0.13/cos30+0.15/2)25=5.63kn/m 20 厚水泥砂浆面层： c1r1 (e+d)/e=0.0220(0.3+0.15)/0.3=0.6kn/m 刷涂料 3 厚细纸筋石灰膏抹面、7 厚 1；0.3：3 水泥砂浆打底、刷素 水泥浆一道：r3c2/cos=(300016+700017)10/cos30=1.87kn/m 荷载种类 荷载标准值 （kn） 荷载分项系数 设计荷载 （kn） 恒 载 不锈栏杆自重 0.2 1.2 0.24 锯齿形斜板自重 5.63 1.2 6.76 20 厚水泥砂浆 0.6 1.2 0.72 刷涂料、打底、 素水泥砂浆一道 1.87 1.2 2.25 活载 2.0 1.4 2.8 总计 10.3 12.77 3、计算简图 斜板的计算简图可用一根假