土木工程毕业设计(论文)-宿迁大学学生六层宿舍楼设计(含全套CAD图纸)

计算说明书
一、工程概况
（一）设计有关资料
建筑地点：江苏省宿迁市
建筑类型：六层宿舍楼，框架填充墙结构。

建筑面积4406.4.4平方米，楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土框架结构，楼板厚度取120mm，填充墙采用加气混凝土砌块。

门窗使用：采用标准塑钢门窗,5mm厚玻璃。

地质条件：自然地坪以下1m内为杂填土，fak=60Kpa，1m以下为中压缩性土，层厚2.5m，fak=150Kpa，基础的形式为柱下独立基础。

风荷载：基本风压w0=0.40kN/m2
雪荷载：基本雪荷载S0=0.40kN/m2
活荷载：楼层活荷载标准值2.0KN/ m2；屋面活荷载标准值w0=0.5KN/ m2（按不上人屋面考虑）。

高度为:总建筑高度为20.5m，不超过40m，以剪切变形为主，采用底部剪力法。

材料：根据施工单位条件和材料供应情况，选用混凝土强度等级C30；钢筋为热轧HPB235级、HRB335级、HRB400级。

主要建筑做法：
1）屋面：
40厚C30细石砼（双向Φ4@150）
30厚挤塑板
1.2厚三元乙丙橡胶卷材
20厚1︰2.5水泥砂浆找平层(刷基层处理剂一遍)
钢筋砼屋面(3%坡度)
2）顶棚：
1︰1︰6水泥石灰砂浆打底15厚。

面刮腻子5厚。

喷涂内墙乳胶漆涂料。

3）楼地面：
一般做法：
地面为8厚600×600防滑耐磨型地板砖。

20厚1︰4干硬性水泥砂浆，面上洒素水泥浆结合层一道。

砼底板或素土夯实。

防水做法：（卫生间、厨房等处适用）
5厚防滑地砖300×300。

20厚1︰3水泥砂浆。

聚氨酯防水涂膜1.2厚。

1︰3水泥砂浆找平兼找0.5%坡，最薄处不小于20厚。

砼底板或素土夯实。

4）外墙面：
外墙为乳胶漆
聚合物水泥基防水涂膜1.0厚。

1︰2.5水泥砂浆打底15厚(掺5%防水剂)。

5）内墙面：
一般做法：
1︰1︰6水泥石灰砂浆打底15厚。

面刮腻子5厚。

喷涂内墙乳胶漆涂料。

防水做法：（卫生间、厨房等处适用）
1︰2.5水泥砂浆打底15厚(掺5%防水剂)
纯水泥膏贴200×300瓷砖满贴至天花底
6）墙体：
本工程框架填充墙为MU5加气混凝土砌块,M5混合砂浆,外墙厚度为240mm,内墙厚度为200mm。

7）门窗：
标准塑钢门窗，5mm厚玻璃。

（二）柱网与层高
本宿舍楼采用柱距为7.2m的内廊式小柱网，边跨为7.2m，中间跨为2.1m，层高取3.3m，如下图1-1所示。

（三）屋面及楼梯的结构选型
屋面结构：采用现浇钢筋混凝土肋形屋盖
楼梯结构：采用钢筋混凝土梁式楼梯
（四）确定框架计算简图（KJ-5）
取②轴上的一榀框架计算，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。

图1-1 结构平面布置图
二、梁柱截面尺寸确定
（一）梁柱截面尺寸的初步确定
框架梁：/7200/8~7200/12900~600h l ==mm 取梁尺寸 b =300mm h =700mm
次梁：/7200/8~7200/12900~600h l ==mm ，取梁尺寸b =300mm,h=700mm. 走廊横梁 ： h=450mm b=300mm
建筑总高度按20.5m 算，小于30m 现浇框架结构，设防烈度6度近震，查抗震设计规范，该框架为四级抗震，最大轴压比1.0。

暂定柱子尺寸500mm ×500mm 。

（二）框架梁柱的线刚度计算
混凝土C30，4272C30E 3.010N/mm 3.010kN /m =⨯=⨯； 现浇框架结构梁惯性矩为：
中框架梁
02I I =，边框架梁05.1I I =，线刚度l EI i /=
左跨梁：i 左/EI l =7341
3.01020.30(0.7)/7.27.14610KN m 12=⨯⨯⨯
⨯⨯=⨯g 中跨梁：i 中7341
/ 3.01020.30(0.45)/2.1 6.51310KN m 12EI l ===⨯⨯⨯⨯⨯=⨯g
右跨梁：i 右7341
EI/h 3.01020.3(0.7)/4.257.14610KN m 12
==⨯⨯⨯⨯⨯=⨯g
A~B 轴底层柱：i 底层柱7441
EI/h 3.010(0.5)/4.25 3.94010kN m 12
==⨯⨯⨯=⨯g
A~B 轴其余层柱：i 其余层柱7441
EI/h 3.010(0.5)/3.3 4.69110KN m 12
==⨯⨯⨯=⨯g
令余柱线刚度为1.0，则其余各杆件的相对线刚度为：
i 左跨梁447.14610/(4.69110) 1.52=⨯⨯=; i 中跨梁446.51310/(4.69110) 1.39=⨯⨯= i 右跨梁447.14610/(4.69110) 1.52=⨯⨯=; i 底柱443.94010/(4.69110)0.84=⨯⨯= 框架梁柱的相对线刚度如图2-1所示，作为计算各节点杆端弯矩分配系数的依据。

图2- 计算简图及相对线刚度
三、荷载计算
便于内力组合，荷载计算宜按标准值计算
（一）恒载标准值计算
1、屋面
找平层：15厚水泥砂浆 0.015×20=0.30 kN/m2 防水层：（刚性）40厚C20细石混凝土防水 1.0 kN/m2
防水层：（柔性）1.2厚三元乙丙橡胶卷材 0.4 kN/m2 找平层：15厚水泥砂浆 0.015×20=0.30 kN/m2 找坡层：40厚水泥石灰焦渣砂浆0.3%找平 0.04×14=0.56 kN/m2
保温层：80厚矿渣水泥 0.08×14.5=1.16 kN/m2
结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.10m×25KN/m3=3.0 kN/m2
抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m×17KN/m3=0.17kN/m2
合计 =6.89kN/m2
2、各层走廊楼面、标准层楼面
水磨石地面10mm面层
水磨石地面20mm水泥砂浆打底
水磨石地面素水泥浆结合层一道 0.65 kN/m2
结构层：120厚现浇钢筋混凝土板 0.12m×25KN/m3=3.0 kN/m2
抹灰层：10厚混合砂浆 0.01m×17KN/m3=0.17kN/m2
合计 3.82 kN/m2
3、梁自重
横梁自重 b×h=300mm×400mm
25×0.3×(0.45-0.12)=2.48kN/m
抹灰层 10厚混合砂浆 0.01×[(0.45-0.12)×2+0.3]×17=0.16kN/m 合计 2.54kN/m 纵梁自重 b×h=300mm×700mm
25×0.3×(0.7-0.12)=4.35kN/m
抹灰层 10厚混合砂浆 0.01×[(0.7-0.12) ×2+0.35)]×17=0.26 kN/m 合计 4.61kN/m 基础梁自重b×h=700mm×1000mm ： 25×0.7×1.0=17.5kN/m 4、柱自重
b×h=500mm×500mm
25×0.5×0.5=6.25kN/m 抹灰层：10厚混合砂浆 0.01×0.5×4×17=0.34kN/m
合计 6.59kN/m
5、外纵墙自重
标准层：
纵墙 1.1×0.25×18=4.75kN/m
塑钢窗0.35×1.7=0.595kN/m
水刷石外墙面( 3.3-1.7)×0.5=0.8kN/m
水泥粉刷内墙面(3.3-1.7)×0.36=0.576kN/m
合计 6.721kN/m
底层：
纵墙 (4.25-1.7-0.7-0.45)×0.25×18=6.3kN/m
塑钢窗0.35×1.7=0.595kN/m
水刷石外墙面(3.3-1.7)×0.5=0.8kN/m
水泥粉刷内墙面(3.3-1.7)×0.36=0.576 kN/m
合计8.271 kN/m 6、内纵墙自重
标准层：
纵墙 (3.3-0.7)×0.2×6.5=3.38 kN/m
水泥粉刷内墙面(3.3-1.7)×0.36×2=1.152 kN/m
合计 4.532kN/m
底层：
纵墙 (4.25-0.7-0.45)×0.2×6.5=4.03 kN/m
水泥粉刷内墙面(3.3-0.7)×0.36×2=1.872kN/m
合计 5.902kN/m
7、内横墙自重
标准层
横墙 (3.3-0.7)×0.2×6.5=3.38kN/m
水泥粉刷内墙面(3.3-0.7)×0.36×2=1.872kN/m
合计 5.252kN/m 底层：
横墙 (4.25-0.7-0.45)×0.2m×6.5=4.03kN/m 水泥粉刷内墙面 (3.3-0.7)×0.36×2=1.872kN/m
合计 5.902kN/m （二）活荷载标准值计算
1、屋面和楼面活荷载标准值
上人屋面 2.0 kN/m2
不上人屋面 0.5 kN/m2
楼面：走廊 2.5 kN/m2
楼面 2.0 kN/m2
2、竖向荷载下框架受荷载总图
图3-1板传荷载示意图
经计算所有现浇板板块的长边与短边比均小于3.0，宜按双向板计算，从四角出45o平分线，区格板被分为四个小块，每小块荷载传给与之相邻的的梁，见板传荷示意图。

板传至梁上的三角形或梯形荷载等效为均布荷载。

3、A-B轴间框架梁
屋面板传给梁的荷载：
恒载：2×6.89×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]=21.316 kN/m
活载：0.5×1.8×2.4×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]=1.856kN/m
楼面板传给梁的荷载：
恒载：2×3.82×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]=11.818 kN/m
活载：2.0×1.8×2.4×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]=7.425 kN/m
横梁自重标准值：4.61kN/m
A-B轴间框架梁均布荷载为：
屋面梁
恒载：梁自重+板传荷载=4.61kN/m×1 m +21.316kN/m =25.926kN/m
活载：板传荷载=1.856kN/m
楼面梁
恒载：梁自重+板传荷载=4.61kN/m×1 m +11.818kN/m =16.428kN/m
活载：板传荷载=7.425kN/m
3.3.2 B-C轴间框架梁
屋面板传给梁的荷载：
恒载：6.89×1.05×5/8×2=9.048 kN/m
活载：0.5×1.05×5/8×2=0.656kN/m
楼面板传传给梁的荷载：
恒载：3.82×1.05×5/8×2=5.014 kN/m
活载：2.0×1.05×5/8×2=2.625 kN/m
横梁自重标准值：2.54kN/m
B-C轴间框架梁均布荷载为：
屋面梁
恒载：梁自重+板传荷载=2.54+9.048 =11.588kN/m
活载：板传荷载=0.656kN/m
楼面梁
恒载：梁自重+板传荷载=2.54+5.014 =7.554kN/m
活载：板传荷载=2.625KN/m
3.3.3 C-D轴间框架梁：同A-B轴间框架梁
3.3.4 A轴柱纵向集中荷载计算
顶层柱
女儿墙自重（做法墙高700，100mm的混凝土压顶）
0.25m×0.7×18 +25×0.1×0.25+(1.2×2+0.25)×0.5
=5.1kN/m
现浇天沟自重：25×（0.60+0.20）× 0.08+（0.60+0.20）×（0.5+0.36）
=2.13kN/m
顶层柱恒载=女儿墙及天沟自重+梁自重+板传荷载
=（5.1+2.13）×7.2+4.61×(7.2-0.5)+21.316×7.2
=236.418kN
顶层柱活载=板传活载
=1.856×7.2=13.363KN
标准层柱恒载=墙自重+梁自重+板传荷载
=6.721×(7.2-0.5)+4.61×(7.2-0.5)+5.909×7.2=119.863kN 标准层活载=板传活载=2.0×5/8×1.8×7.2＋2.0×[1－2×（1.8/7.2）2+ （1.8/7.2）3]=39.284kN
3.3.5 B轴柱纵向集中荷载的计算
顶层柱恒载=梁自重+板传荷载=4.61×(7.2-0.5)+12.92×（1.8+1.8）+
2×4.61×7.2/4+6.89×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]× 7.2 + 6.89 × 1.05 [ 1- 2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]×7.2=219.911kN
顶层柱活载=板传活载=0.76×（1.8+1.8）+0.5×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2+
（1.8/7.2）3]×7.2+0.5×1.05×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]×7.2=11.874kN 标准层柱恒载=梁自重+板传荷载＋墙自重=4.61×(7.2-0.5)+ 5.909×（1.8+1.8）+2×4.61×6/4+3.82×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]×7.2+3.82×1.05×[1-2×（1.8/6.0）2+（1.8/6.0）3]×7.2＋5.902×（7.2-0.5）=178.110kN
标准层柱活载 = 板传活载 = 0.76×（1.8+1.8）+2.0×1.8×[1-2×（1.8/7.2）2 + （1.8/7.2）3]×7.2+2.0×1.05×[1-2×（1.8/7.2）2+（1.8/7.2）3]×7.2+2.0×5/8×7.2=57.286kN
因结构对称，C轴柱纵向集中荷载与B轴柱相同；
D轴柱纵向集中荷载与A轴柱相同。

图3-2 竖向受荷总图
注：1、图中梁端各值单位为kN ；梁跨中各值单位为kN/m ；2、图中数值均为标准值
（三）风荷载 1、风荷载标准值计算
为简化计算，将计算单元范围内外墙面的分布风荷载化为等量的作用于屋面梁和楼面梁处的集中风荷载标准值，计算公式如下：
式中：
0ω
—基本风压为
0.4 KN/m 2 z μ—风压高度变化系数
s μ—风荷载体形系数, s μ=0.9-(-0.5)=1.4 z β—风振系数，因房屋高度小于30m ，所以z β=1.0
i h —下层柱高
j h —上层柱高，对于顶层为女儿墙高2倍
B —计算单元迎风面宽度，B=6.6m
计算过程见表3.1：
表3.1 各层楼面处集中风荷载标准值
0()/2k z s z i j h h B ωβμμω=+
因此，风荷载作用下结构的受荷图如图3-1所示。

图3-1 风荷载受荷图（单位：kN）2、风荷载作用下的位移验算
位移计算时，各荷载均采用标准值。

（1）侧移刚度D值计算
各层柱的D值及总D值见表4.1.1表4.1.2。

表4.1.1 横向2～6层框架D值计算
表4.1.2 横向底层框架D值计算
（2）风荷载作用下框架侧移计算
水平荷载作用下框架的层间侧移可按下式计算： j
j ij
V u D
∆=
∑
式中 j V ——第j 层的总剪力标准值 ij D ∑—— 第 j 层所有柱的抗侧刚度之和 j u ∆—— 第j 层的层间侧移
第一层的层间侧移值求出以后，就可以计算各楼板标高处的侧移值，各层楼板标高处的侧移值是该层以下各层层间侧移之和。

顶点侧移是所有各层层间侧移之和。

j 层侧移 1j
j j j u u ==∆∑
顶点侧移 1
n j j u u ==∆∑
框架在风载作用下的侧移计算见表4-4。

表4-4 风荷载作用下框架楼层层间位移与层高之比
侧移验算：对于框架结构，楼层间最大位移与层高之比的限值为1/550.本框架的层间位移与层高之比的最大值满足1/4167<1/550的要求，框架抗侧刚度满足要求。

四、内力计算
为了简化计算，考虑如下几种单独受荷情况：
（一）恒载作用在各跨；
（二）活载作用在各跨；
（三）风荷载作用（从左向右或从右向左）。

由于抗震设防烈度为6度，抗震等级为四级，根据抗震规范，不考虑水平地震作用下的内
力计算。

各种荷载作用下内力计算图见图5-1至5-9.
图5-1 恒荷载弯矩图（kN.m）
图5-2 恒荷载轴力图（kN）
图5-3 恒荷载剪力图（kN）
图5-4 活荷载弯矩图（kN.m）
图5-5 活荷载轴力图（kN）
图5-6 活荷载剪力图（kN）
图5-7 风荷载弯矩图（kN.m）
图5-8 风荷载轴力图（kN）
图5-9 风荷载剪力图（kN）
五、内力组合
各种荷载情况下的框架内力求得后，根据最不利又是可能的原则进行内力组合。

当考虑结构塑性内力重分布的有利影响时，应在内力组合之前对竖向荷载作用下的内力进行调幅。

由于构件控制截面的内力值应取自支座边缘处，为此，进行组合前，应先计算各控制截面处的内力值。

梁支座边缘处的内力值按式： 2b M M V =-g 边 ，2
b
V V q =-g 边 计算
柱上端控制截面在上层的梁底，柱下端控制截面在下层的梁顶。

按轴线计算简图算得的柱端内力值，宜换算成控制截面处的值。

为了简化起见，也可采用轴线处内力值，这样算得的钢筋用量比需要的钢筋略微多一点。

（一）框架梁内力组合
本例考虑了四种内力组合，即Qk Gk S S 4.12.1+， 1.2 1.4Gk Wk S S +，
()1.2 1.40.9Gk Qk Wk S S S +⨯⨯+, 1.35 1.40.7Gk Qk S S +⨯;各层梁的内力组合表见附表1。

下面以第一层AB 跨梁考虑地震作用的组合为例，说明各内力的组合法。

对支座负弯矩按相应的组合情况进行计算。

求跨间最大弯矩时，可根据梁端弯矩组合值及梁上荷载设计值由平衡条件确定。

由图可得：A B A 12M +M 1(1-)l V =-+q l+q l 22∂，若A 121
V -(2q +q )al?02
，说明al x ≤，其中x 为最大弯矩正截面至A 支座的距离，则x 可由公式2
A 121x V -q x-q =02l
求得。

将求得的x 值代入下式即得跨间最大弯矩值。

图7-1 均布和梯形荷载下的计算图形
23
1max A A 2q x 1x M =M +V x--q 26l
若A 121V -(2q +q )al>02
，说明x>al ，则A 2
2¶l V +
q 2x=
q +q 。

23
1max A A 2q x 1x M =M +V x--q 26l
若a V 0≥,则 max A M =M
同理可求得三角形分布荷载和均布荷载作用下的max ,M x V A 和的计算公式.(图4.19)
A B A 12M +M 11
V =-+q l+q l l 24
x 由下式求得:
2
12
A
x
xq
+
q =V
l
则
3
21max A A 2q 1x M =M +V x-
x -q 23l
图7-2 三角形荷载下的计算图形
内力组合详见附表1和附表2。

（二）框架柱的内力组合
取每层柱顶和柱底两个控制截面,按Qk Gk S S 4.12.1+， 1.2 1.4Gk Wk S S +，()1.2 1.40.9Gk Qk Wk S S S +⨯⨯+, 1.35 1.40.7Gk Qk S S +⨯进行组合，内力组合详见附表3和附表4。

六、框架梁柱配筋计算
查表可知：
混凝土强度：C30：222c t tk f =14.3N/mm ;f =1.43N/mm ;f =2.01N/mm 。

钢筋强度：
22y yk 2
2
y yk HPB235:f =210N/mm ;f =235N/mm HRB335:f =300N/mm ;f =335N/mm
HRB400：f y =400N/mm 2; f yk =400N/mm 2;
（一）框架柱截面配筋设计 1、轴压比计算
底层柱 max N =2510.686kN
轴压比 []3
N 2c c N 2510.68610μ=0.702 1.05f A 14.3500⨯==<⨯
则A 柱的轴压比满足要求。

1
5
0.8
0.79930011 2.010b y
s
f E βξ=
=
=+
+
⨯ 2、截面尺寸复核
取050035465,h mm =-= max 76.242V kN = 因为/465/5000.93 4.0w h b ==<
所以00.250.25 1.014.3500465831.18876.242,c c f bh kN kN β=⨯⨯⨯⨯=> 满足要求。

3、正截面受弯承载力计算
柱同一截面分别承受正反向弯矩，采用对称配筋。

C30：
b 1
c 0N =αf bh ξ14.35004650.521728.87kN b =⨯⨯⨯=
（1） 1层A 轴柱： 从柱的内力组合表可知，b N N >,为小偏压，选用M 大N 大的组
合，最不利组合为31.985.2042.354M kN m
N kN =⎧⎨=⎩ ,在弯矩中由水平地震作用产生的弯矩设计值>75﹪m ax M ，
柱的计算长度0l 取下列二式中的较小值：
0u l l =[1+0.15(j +j )]H 0min l =(2+0.2j )H
式中 u ϕ、l ϕ______柱的上端、下端节点处交汇的各柱线刚度之和与交汇的各梁线刚度之和的
比值；
min ϕ______比值u ϕ、l
ϕ中的较小值
H______柱的高度，对底层柱为从基础顶面到一层楼盖顶面的高度；对其余各层柱为上下两层楼盖顶面之间的高度。

44
43.94010 4.69110 1.21
7.14610u ϕ⨯+⨯==⨯ 0=l ϕ min
0φ= 0[10.15()](10.15 1.21) 4.25 5.02u l l H m
ϕϕ=++=+⨯⨯=
0min 0(20.2)(20.20) 4.258.55.02l H m l m
ψ=+⨯=+⨯⨯=∴=
031.95815.6485042.354M kN m e mm
N kN ===g 20max 20500/3016.7a mm e mm mm ⎧==⎨=⎩
015.6482035.648i a e e e mm
=+=+=
2
130.50.514.35000.875,
2042.35410c f A N ζ⨯⨯===⨯
022
2
012
05.0210.0415 1.00.50
11502011 1.0 1.0 1.8221400/140035.648/465500500
1.82235.64830279.94322
i i s l h l e h h h e e a mm ζηζζη==<∴=⎛⎫⎛⎫
=+=+⨯⨯⨯= ⎪ ⎪⨯⎝⎭⎝⎭=+
-=⨯+-=Q
b 1
c 0
b
2
e 1c 0
1c 0`
1b 0s N-ξαf bh ξ=
+ζN -0.43αf bh +αf bh (β-ζ)(h -a )
0.79860.799,
b ξ=<= 取0.799ξ=；
2
'1c 0s s
''
y 0s Ne-αf bh ξ(1-0.5ξ)
A =A =f (h -a )
322042.35410279.94314.35004650.799(10.7990.516)0
300(46535)⨯⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯=<⨯-，
按构造配筋。

最小总配筋率查得min 0.6%ρ=，故
'22
,min ,min 0.6%500/2750s s A A mm ==⨯=
每侧实配3
18
'2(768)
s s A A mm ==，满足构造要求．
（2） 1层B 轴柱：从内力组合表可见，b N N >为小偏压，选用M 大N 大的组合，最
不利组合为73.6512366.423M kN m
N kN =⋅⎧⎨=⎩
在弯矩中由水平地震作用产生的弯矩设计值>75﹪m ax M ，柱的计算长度0l 取下列二式中的较小值：
H l l u )](15.01[0ϕϕ++= H l )2.02(min 0ϕ+=
式中 u ϕ、l ϕ______柱的上端、下端节点处交汇的各柱线刚度之和与交汇的各梁线刚度之和的
比值；
min ϕ______比值u ϕ、l ϕ中的较小值；
H______柱的高度，对底层柱为从基础顶面到一层楼盖顶面的高度；对其余各层柱为上下两层楼盖顶面之间的高度。

44
min 4
3.94010
4.69110 1.21;0;07.14610u l ψψψ⨯+⨯====⨯取
0[10.15()](10.15 1.21) 4.25 5.02u l l H m
ψψ=+⨯+⨯=+⨯⨯=
0min 0(20.2)(20.20) 4.258.55.02l H m l m
ψ=+⨯=+⨯⨯=∴=
073.65131.1232366.423M kN m e mm N kN ===g 20max 20500/3016.7a
mm e mm mm ⎧==⎨=⎩
031.1232051.123i a e e e mm
=+=+=
2
13
0.50.514.35000.755,2366.42310c f A N ζ⨯⨯===⨯
022
2
012
0b 1c 0
2
e 1c 0
1c 0`
1b 0s 5.0210.0415 1.00.50
11502011 1.0 1.0 1.4941400/140051.123/465500500
1.49451.12330291.40122N-ξαf bh ξ=+N -0.43αf bh +αf bh (β-ζ)(h -a )i i s l h l e h h h e e a mm ζηζζη==<∴=⎛⎫⎛⎫
=+=+⨯⨯⨯= ⎪ ⎪⨯⎝⎭⎝⎭=+
-=⨯+-=Q
取b
ζ0.7960.799
b ξ=<=
取0.799ξ=
2
'1c 0s s
''
y 0s Ne-αf bh ξ(1-0.5ξ)
A =A =f (h -a )
322366.42310291.40114.35004650.799(10.50.799)0
300(46535)⨯⨯-⨯⨯⨯⨯-⨯=<⨯-
按构造配筋，总最小配筋率min 0.6%ρ=，
'22
,min ,min 0.6%500/2750s s A A mm ==⨯=
每侧实配3
18（As=A ’s=764mm 2）,满足构造要求．
4、裂缝宽度验算
00/31.123/4650.0670.55e h ==< 可不验算裂缝宽度。

（二）框架梁截面配筋设计 1、正截面受弯承载力计算
梁AB(300mm ⨯700mm); 梁BC(300mm ⨯450mm);混凝土C30; HRB400、335HRB 钢筋. 梁AB 和梁BC 各截面的正截面受弯承载力配筋计算见下列表：
一、二层框架粱正截面配筋计算 表7-1
3
2
333
3
131.50174.212-95.44341.19-6.934-35.4740.0690.0390.0500.0470.0080.0413
22
3
3
3
三、四层框架梁正截面配筋计算表7-2
五、六层框架粱正截面配筋计算表7-3
支座左截面跨中截面支座右截面支座左截面跨中截面支座右截面M(kN.m)-151.92466.913-59.09710.126-2.9-14.11
0.0800.0350.0310.0120.0030.016
0.0840.0360.0320.0120.0030.016
789.80342.34304.3071.2117.8094.95
450.45450.45450.45289.58289.58289.58实配钢筋433333 M(kN.m)-148.52167.519-94.09620.862 4.49-19.805
0.0780.0360.0500.0240.0050.023
0.0810.0370.0520.0250.0050.023
770.27351.85494.49148.3629.67142.43
450450450338338338实配钢筋433333
梁AB梁BC
4
3
层计算公式
RE
r M
2
10
s
c
M
f bh
α
α
=
s
α
ε2
1
1-
-
=
)
(2
1
mm
f
bh
f
A
y
c
s
ε
α
=
)
(2
m in
,
mm
A
s
)
(2
mm
M
r
RE
2
10
s
c
M
f bh
α
α
=
s
α
ε2
1
1-
-
=
)
(2
1
mm
f
bh
f
A
y
c
s
ε
α
=
)
(2
m in
,
mm
A
s
2)
(2
mm
支座左截面跨中截面支座右截面支座左截面跨中截面支座右截面M(kN.m)-156.09105.14-127.49-99.07-14.19-99.07
0.082-0.0550.0670.0520.0070.052
0.086-0.0540.0700.0540.0080.054
817.55-363.34468.78297.3541.60297.35
450450450338338338实配钢筋422333 M(kN.m)-155.79464.192-74.452-8.375 6.233 6.823
0.0820.0340.0390.0100.0070.008
0.0870.0350.0400.0100.0070.008
827.33332.83380.8295.5866.8076.38
梁AB梁BC
6
5
层计算公式
M
r
RE
2
10
s
c
M
f bh
α
α
=
112
s
εα
=--
10
2
()
c
s
y
f bh
A
f
mm
αε
=
)
(2
m in
,
mm
A
s
)
(2
mm
M
r
RE
2
10
s
c
M
f bh
α
α
=
s
α
ε2
1
1-
-
=
)
(2
1
mm
f
bh
f
A
y
c
s
ε
α
=
2、斜截面受剪承载力计算
梁AB 和梁BC 各截面的斜截面受剪承载力配筋计算见下列表：
框架梁斜截面配筋计算 表7-4
非加密区实配箍筋
00
0.71.25b t vy V f bh f h 3、裂缝宽度验算
4、次梁的配筋计算 （1）顶层次梁的配筋计算
板传荷载：25.926kN/m 板传活载：1.8562kN/m 梁自重：4.61 kN/m 跨中最大弯矩： 2max 1
[1.2(25.926 4.61) 1.4 1.856]7.2203.428.10
M kN m =
⨯++⨯⨯=
6
s 22
1c 0M 203.42810α=0.107,αf bh 1.014.3300665
⨯==⨯⨯⨯ 1120.1140.35s εα=--=<
221c 0s min y αf bh ξ14.33006650.114
A =1048441f 300
mm bh mm ρ⨯⨯⨯==>= 下部实配4
202(1257)s A mm =，上部按构造要求配筋。

梁端剪力：1
[1.2(25.926 4.61) 1.4 1.856]7.2141.2702V kN =⨯++⨯⨯=
665
2.22 4.0;0.2571
3.213300
w c o h bh kN V b β==<=>； 0.7c t o V f bh V =>
按构造要求配筋28@200.
101 1.430.34%0.280.280.191%300100210
sv t sv yv A f bs f ρ=
==>=⨯=⨯ （2）其他层次梁的配筋计算
板传荷载：16.428kN/m 板传活载：7.425kN/m 梁自重：4.61 kN/m 墙自重：6.124 kN/m 跨中最大弯矩： 2max 1
[1.2(16.428 6.124 4.61) 1.4 6.124]7.2222.857.10
M kN m =
⨯+++⨯⨯= 6
s 2
2
1c 0M 222.85710a =0.117,a f bh 1.014.3300665⨯==⨯⨯⨯ 1120.1250.35s εα=--=<
221c 0s min y αf bh ξ 1.014.33006650.125
A =1191.8441f 300
mm bh mm ρ⨯⨯⨯⨯==>= 下部实配4
202(1257)s A mm =，上部按构造要求配筋。

梁端剪力：1
[1.2(16.428 6.124 4.61) 1.47.425]7.2154.7622V kN =⨯+++⨯⨯=
665
2.22 4.0;0.2571
3.213300
w c o h bh kN V b β==<=>； 0.7c t o V f bh V =>
按构造要求配筋28@200. 101 1.430.34%0.280.280.191%300100210
sv t sv yv A f bs f ρ=
==>=⨯=⨯
七、屋面、楼面板设计 （一）屋面板设计 1、屋面板荷载计算
根据前面的计算，恒荷载 6.89k g =kN /㎡, 活荷载 5.0=k q kN /㎡ 1.35 6.890.7 1.40.59.79g q +=⨯+⨯⨯= kN /㎡ B 、C 轴间板: 21005003001900x l =-+=mm 7200y l =mm /7200/1900 3.79 2.0y x l l ==> 按单向板计算 边区格板
36003003300x l =-=mm 7200y l =mm /7200/3300 2.18 2.0y x l l ==> 按单向板计算
2、 B 、C 轴间板配筋
跨中 2211
()9.79 1.90 3.5341010x x M g q l =
+=⨯⨯= kN·
m 支座 /2211
()9.79 1.90 3.2131111
x x M g q l =-+=-⨯⨯= kN·m
跨中配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 2
21c 0M 3.53410α=0.025αf bh 1.014.31000100⨯==⨯⨯⨯ 1120.0025s εα=--= 21c 0s y αf bh 1.014.310001000.025
A =
170.24mm f 210
ξ⨯⨯⨯⨯==
配筋Φ8@200(实配251 mm 2) 支座配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 3.21310α=0.022αf bh 1.014.31000100⨯==⨯⨯⨯
10.023ε== 1c 0s y αf bh 1.014.310001000.023
A =
156.62f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== mm 2 配筋 Φ8@200(实配251 mm 2)
3、边区格板配筋
跨中 2211
()9.79 3.3010.6611010x x M g q l =
+=⨯⨯= kN·
m 支座 /
2211
()9.79 3.309.6921111
x x M g q l =-+=-⨯⨯= kN·m
跨中配筋计算
取 1000=b mm ； 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 10.66110α=0.075αf bh 1.014.31000100x ⨯==⨯⨯⨯ 10.078ε=-= 21c 0s y αf bh 1.014.310001000.078
A =
531.15mm f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== 配筋Φ10@140(实配561 mm 2) 支座配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 9.69210α=0.068αf bh 1.014.31000100x ⨯==⨯⨯⨯ 10.070ε==
1c 0s y αf bh 1.014.310001000.070
A =
476.67f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== mm 2 配筋 Φ10@160(实配491mm 2)
（二）楼面板设计 1、荷载计算
根据前面的计算，恒荷载 3.82k g =kN /㎡, 宿舍活荷载 0.2=k q kN /㎡ 走廊活荷载5.2=k q kN /㎡
由前面计算可知，B 、C 轴间板和边区格板均可按单向板计算配筋。

2、 B 、C 轴间板配筋
1.35 3.82 1.4
2.59.06g q +
=⨯+⨯= kN /㎡
跨中 22x x
11
M =
(g+q)l 9.06 1.90 3.2711010=⨯⨯= kN·m 支座 /22x x
11
M =-(g+q)l 9.06 1.90 2.9731111
=-⨯⨯= kN·m 跨中配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 2
21c 0M 3.27110α=0.023αf bh 1.014.31000100⨯==⨯⨯⨯ 10.023ε== 1c 0s y αf bh 1.014.310001000.023
A =
156.62f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== mm 2 选配钢筋 Φ8@200(实配251 mm 2) 支座配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 2.97310α=0.021αf bh 1.014.31000100
⨯==⨯⨯⨯
10.021ε== 1c 0s y αf bh ε 1.014.310001000.021
A =
143f 210
⨯⨯⨯⨯== mm 2 配筋 Φ8@200(实配251 mm 2)
3、边区格板配筋
1.35 3.82 1.4
2.07.957g q +=⨯+⨯= kN /㎡
跨中 22x x
11
M =
(g+q)l 7.957 3.308.6651010=⨯⨯= kN·m 支座 /22
x x
11M =-(g+q)l 7.957 3.307.8771111
=-⨯⨯= kN·m 跨中配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 8.66510α=0.061αf bh 1.014.31000100x ⨯==⨯⨯⨯
10.063ε== 1c 0s y αf bh 1.014.310001000.063
A =
429f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== mm 2 选配钢筋 Φ10@180(实配436 mm 2) 支座配筋计算
取 1000=b mm 0100x h = mm
6
s 22
1c 0M 7.87710α=0.055αf bh 1.014.31000100x ⨯==⨯⨯⨯
10.057ε== 1c 0s y αf bh 1.014.310001000.057
A =
388.15f 210
ξ⨯⨯⨯⨯== mm 2 配筋 Φ10@200(实配393mm 2)
八、楼梯设计
材料: 楼梯间的梁板混凝土均为C30, 214.3/c f N mm =,21.43/t f N mm =.平台梁与斜梁中用钢筋 HRB335, 2y /300mm N f =,板与踏步受力筋及所有箍筋HPB235，2y /021mm N f =.粗估斜板厚40mm,斜梁150mm×300mm,平台梁200mm×400mm,靠柱平台梁250mm×450mm.梯间活荷载2.5KN/m 2.
（一）踏步板（TB-1）设计 1、尺寸
图11-1 踏步板计算简图 取一个踏步为计算单元
)
(335150300,150,3002
2
2
2
mm h b l mm h mm b =+=+===则
896.0335/300/cos ===l b α 平均高度mm t
h h 120cos 2=+=
α
. 2、荷载统计
恒荷载
踏步自重标准值 1.20.120.3025 1.08/kN m ⨯⨯⨯= 踏步面层重 1.2⨯（0.3+0.15）⨯0.65=0.35kN/m 踏步板抹灰重 1.20.020.335170.14/kN m ⨯⨯⨯= 合计 1.57/.q kN m =
活载设计值 1.4 2.50.31.05/g kN m =⨯⨯= 荷载设计值总和 g q 1.05 1.57 2.62/.kN m +=+=
斜梁截面尺寸：高300、宽150mm ，则踏步板计算跨度为： 0 1.200.15 1.35l l b m =+=+= 踏步板跨中弯矩：
2211
M (g q)l 2.62 1.350.597
88
KN m
=
+=⨯
⨯=⋅
4、截面承载力计算
踏步板计算截面尺寸b×h=300mm×120mm mm a h s 10020120h 0=-=-=
6
s 210c M 0.59710α=0.0139αbh f 1.030010014.3⨯==⨯⨯⨯
10.014ε==
S 01c y A =εbh αf /f 21.00.014300100 1.014.3/21028.60mm =⨯⨯⨯⨯⨯=
min max{0.2%,0.45/0.45 1.43/2100.306%}0.306%.t y f f ρ=⨯=⨯== 22min 0.306%300120110.1628.60S bh mm A mm ρ=⨯⨯=>= 沿板方向配筋量 221000
110.16mm 328.84/335
mm m ⨯
= 查配筋表.可选用Φ8@150(实配335 mm 2) 垂直于受力方向的分布筋不小于： 受力筋的15%
233515%50.25mm /m ⨯= 该方向板截面的0.15%
m mm /180%15.010001202=⨯⨯ 间距小于等于250mm ，直径不小于6mm.
分布筋选取Φ8@250(实配201mm 2)
（二）楼梯斜梁（TL-1）设计
踏步传荷
1
2.62(1.220.15)/0.3 6.55 kN/m 2
⨯⨯+⨯= 斜梁自重 1.20.3-0.040.1525/0.8961.31 kN/m ⨯⨯⨯=（） 抹灰自重 1.20.3-0.040.0217/0.8960.118 kN/m ⨯⨯⨯=（） 合计 7.978kN/m
2、内力计算
取平台梁截面b×h=200mm×400mm,斜梁沿水平方向的计算跨度为： 0l l b 3.000.2 3.20m =+=+= 按简支梁计算
图11-2 楼梯斜梁计算简图
22011
g q l 7.978 3.2010.212kN m
88
11
V (g q)l cos 7.978 3.000.89610.722kN
22
M α=+=⨯⨯=⋅=+=⨯⨯⨯=（）
3、承载力计算
按T 形截面计算,取
0s h h a 30035265mm =-=-=
翼缘有效宽度'f b 按倒L 形截面计算
按计算跨度计算 'f b l /63200/6533mm === 按翼缘宽度计算 'f n b b s /21501200/2750mm =+=+= 按翼缘高度计算 'f 0h /h 40/2650.1510.10==> 取 'f b 533mm = 试按计第T 形截面算
6
s '22
01c M 10.21210α=0.019b h αf 533265 1.014.3f ⨯==⨯⨯⨯
'0
40
10.0190.151265
f h h ε==<
=
= 因此确为第Ⅰ类T 形截面，故
'2s 01
c y A =εb h αf /f 0.019533265 1.014.3/300127.92mm f =⨯⨯⨯⨯=
22min S bh 0.215%15030096.75mm A 127.92mm ρ=⨯⨯=<= 故可选用2Φ12（2226mm A s =），架立筋取2Φ10.
00.70.7150265 1.4339.79010.722t bh f kN V kN =⨯⨯⨯=>=
故，可按构造配箍筋，选用双支箍Φ8@200 max 200s S mm ≤=， 加密区分布钢筋采用Φ8@150
（三）平台板计算 1、荷载计算
取板厚120mm,底面抹灰20mm.板跨度：0 2.10.10.06 2.06l m =-+= 取1.0m 宽板带为计算单元。

20mm 厚水泥砂浆面层 0.02⨯20=0.4kN/m 平台板自重 0.07⨯25=1.75kN/m 板底抹灰 0.02⨯17=0.34kN/m
恒载标准值 0.4+0.34+1.75=2.49kN/m 恒载设计值 1.2⨯2.49=2.988kN/m 活载标准值 2.5kN/m 活载设计值 2.5 ⨯1.4=3.5kN/m 设计值合计 2.988 3.5 6.488g q +=+=kN/m
2、内力计算
按简支板计算
跨中弯矩 2
2011
M=(g+q)l 6.488 2.06 3.442kN m 88
=⨯⨯=g
3、承载力计算
保护层厚度：20mm ；有效高度：012020100h mm =-=；
6
S 22
10c M 3.44210α=0.024αbh f 100010014.3⨯==⨯⨯ 10.024ε==
's 01c 2
A =εb h αf /f 0.024******* 1.014.3/210163.43mm
f y =⨯⨯⨯⨯=
min 1.43max 0.45
,0.2%max 0.45,0.2%0.306%210t y f f ρ⎧⎫⎪
⎪⎧⎫
==⨯=⎨⎬⎨⎬⎩⎭⎪⎪⎩
⎭
， 22min 0.306%1000120367.71163.43s bh mm A mm ρ=⨯⨯=>= 取2min 367.71s A bh mm ρ==
平台板按构造配筋选用双支箍10@200（2393S A mm =）
（四）平台梁计算
1、确定梁的尺寸
梁宽取b=200mm ；高 150250/0.896429h mm ≥+= 取高h=450mm ；梁跨度取 0 3.6l m =。

梯段梁传来
1
7.978 3.614.360/
2
p kN m
=⨯⨯=
平台板传来
1.6
6.4880.2 6.488/
2
kN m
⎛⎫
⨯+=
⎪
⎝⎭
平台梁自重 1.20.120.4525 4.86/
kN m
⨯⨯⨯=
抹灰自重 1.20.02(0.20.452)170.449/
kN m
⨯⨯+⨯⨯=
均布荷载合计11.797/
q kN m
=
3、内力计算
弯矩设计值
()
() 20
2
1
M=ql+220.1 1.55 1.725
82
1 3.45
11.797 3.4514.3602214.3600.1 1.55 1.725
82
67.094
l
p p
kN m
⨯+++
=⨯⨯+⨯⨯+⨯⨯++
=
g
g
剪力设计值
11
2214.36011.797 3.4549.070
22
V p ql kN
=+=⨯+⨯⨯=
平台梁计算简图如图11-3所示。

图11-3 平台梁计算简图
平台梁按倒L 形简支梁计算 ''f f b =b+5h 200570550mm =+⨯= 梁有效高度 415m m 35045a h h s 0=-=-= 经判断截面属于第一类T 形截面
6
S '2
21f 0c M 67.90410α=0.050αb h f 1.055041514.3⨯==⨯⨯⨯
ε
0.169
； 10.50.975s γξ=+=，
6
2min 02
67.09410552.730.9753004150.215%200450193.05s s y M A mm f h mm ργ⨯===>⨯⨯=⨯⨯= 选配钢筋3Φ16（实配2603s A mm =） 架立筋 2Φ10.
0t 0.7bh f 0.7200415 1.4383.083kN V 49.070kN =⨯⨯⨯=>=
所以，可按构造配筋，选双支箍筋 Φ8@250()max 300S mm <=. 附加箍筋计算
梯段斜梁在平台梁上引起的集中荷载
所需附加箍筋截面面积320
14.3601047.87sin 300sin 90sv yv p A mm f α⨯===⨯ 附加箍筋范围 23245032001500S h b mm =+=⨯+⨯=
计算所需的面积很小,故只需在斜梁两侧各加一Φ8双支箍,其他范围仍取双支箍筋 Φ8@250.
九、基础设计
设计基础混凝土采用2230c t C (f =14.3N/mm ,f =1.43N/mm )。

根据构造要求，在基础下设置C10
厚100mm 的混凝土垫层，室内外高差0.45m ，基础顶面标高-0.95m ，假定基础埋深1.0m ，采用HRB335钢筋。

该工程框架层数不多，地基土较为均匀，所以外柱选用柱下独立基础，内柱选用联合基础。

（一）基顶内力组合值计算 1、A 柱基础 （1） 标准组合：
框架柱传来：18.578.5247.250.642.74k M kN m =++⨯=⋅ 1 5.72 3.9417.950.620.43k V kN =++⨯=
11250.65361.2040.560.61636.186k N kN =++⨯=
（2）基本组合：
155.866k M kN m =-⋅
118.266k V kN = 11443.996k N kN =
2、 B 、C 柱联合基础 （1）标准组合
框架柱传来：12(3.72 3.6451.270.6)61.524k M kN m =⨯++⨯=⋅ 12(1530.4453.7233.130.6)4007.996k N kN =⨯++⨯= 12(2.69 2.5720.990.6)35.708k V kN =⨯++⨯=
（2）基本组合：
1152.484k M kN m =⋅
165.828k V kN = 15021.372k N kN =
（二）外柱（A 柱）独立基础计算：
1、初步确定基底尺寸：
（1）选择基础埋深：1500d mm =， （2）地基承载力特征值深度修正：
0; 1.0,b d ηη==
粘土：320/m kN m γ=；2 1.50.51h m =-=
(0.5)a k d m f f d ηγ=+- 3180 1.020(1.50.5)200/kN m =+⨯⨯-=
（3）基础底面尺寸：
先按中心荷载作用计算基础面积：'2k a G N 1636.186
A 9.297m f -γd 20020 1.2
≥
==-⨯ 但考虑到偏心荷载作用下应力分布不均匀的影响，将计算出的底面面积增大1.3倍。

所以：
'21.312.085A A m =⨯=；选用矩形基础宽×长=4.0×4.0=16m ²（满足要求）。

因为 4.03b m m =≥，地基承载力需要对基础宽度进行修正。

但0b η=，故调整够地基承载力不变。

（4）地基承载力验算（采用标准组合）：
33311
4.010.66766
W b m ==⨯=
作用于基底中心的弯矩和轴力分别为：42.74k M kN m =⋅，1636.186k N kN =
max
2k k k min 136.268
N +G M 2358.31 1.52016185.03P =
=kN/m 128.255
A W 1610.67⎧+⨯⨯±±=⎨⎩ 22max 136.268/ 1.2 1.2200240/aE P kN m f kN m =<=⨯=；0min >P
_
22min max P +P 136.368128.255
P =
132.262/200/22
ae kN m f kN m +==≤= 故承载力满足求。

（5）基础剖面尺寸的确定：
基础剖面采用锥形基础，初步确定基础高h=1000mm 。

所选剖面尺寸如下：。