结构专业设计计算书1
算例一：三角形角钢屋架设计计算书_xk
三角形角钢屋架设计1、设计资料屋架跨度18m ，屋架间距6m ，屋面坡度1/3，屋面材料为石棉水泥中波或小波瓦、油毡、木望板。
薄壁卷边Z 形钢檩条，檩条斜距为0.778m ，基本风压为0.35kN/m 2，雪荷载为0.20kN/m 2。
钢材采用Q235-B ，焊条采用E43型。
2、屋架形式、几何尺寸及支撑布置屋架形式、几何尺寸及支撑布置如图7-35所示，上弦节间长度为两个檩距，有节间荷载。
上弦横向水平支撑设置在房屋两端及伸缩缝处的第一开间内，并在相应开间屋架跨中设置垂直支撑，在其余开间屋架下弦跨中设置一道通长的水平系杆。
上弦横向水平支撑在交叉点处与檩条相连。
为此，上弦杆在屋架平面外的计算长度等于其节间几何长度；下弦杆在屋架平面外的计算长度为屋架跨度的一半。
图7-35屋架形式、几何尺寸及支撑布置3、荷载（对水平投影面） （1）恒载标准值石棉瓦0.2 kN/m 2/0.949=0.21kN/m 2油毡、木望板0.18kN/m 2/0.949=0.19kN/m 2 檩条、屋架及支撑0.20kN/m 2 合计0.6kN/m 2（2）活荷载活荷载与雪荷载中取大值0.30kN/m 2因屋架受荷水平投影面积超过60m 2，故屋面均布活荷载可取为（水平投影面）0.30kN/m 2。
（3）风荷载基本风压 0.35kN/m 2 计算中未考虑风压高度变化系数。
（4）荷载组合 ①恒载+活荷载②恒载+半跨活荷载 ③恒载+风荷载（5）上弦的集中荷载及节点荷载，见图7-36、7-37及表7-6。
图7-36 上弦集中荷载图7-37 上弦节点荷载 表7-6上弦集中荷载及节点荷载表2图7-38 上弦节点风荷载①风荷载体型系数 背风面 μs =-0.5迎风面μs =-0.47≈-0.5（见建筑结构荷载规范）②上弦节点风荷载W =1.4×（-0.5）×0.35kN/m 2×1.556m ×6m =-2.287kN4、内力计算（1）内力及内力组合见表7-7。
单柱式交通标志结构设计计算书
单柱式标志结构设计计算书1 设计资料1.1 板面数据1)标志板B数据板面形状：矩形，宽度W=1.2(m)，高度h=0.8(m)，净空H=3.65(m)标志板材料：LF2-M铝。
单位面积重量：8.10(kg/m^2)2)标志板A数据板面形状：圆形，直径D=1.0(m)，净空H=2.6(m)标志板材料：LF2-M铝。
单位面积重量：8.10(kg/m^2)1.2 立柱数据立柱的总高度：4.41(m)立柱外径：89(mm)立柱壁厚：4(mm)2 计算简图见Dwg图纸3 荷载计算3.1 永久荷载下面各计算式中系数K(1.10),为上部结构荷载增大系数。
1)标志版重量计算标志板B重量：G1=A*ρ*g*K=0.959×8.10×9.80×1.10=83.705(N)标志板A重量：G2=A*ρ*g*K=0.785×8.10×9.80×1.10=68.579(N)式中：A----标志板面积ρ----标志板单位面积重量g----重力加速度，取9.80(m/s^2)则标志板总重量：Gb=ΣGi=152.285(N)2)立柱重量计算立柱总长度为4.41(m)，使用材料：奥氏体不锈钢无缝钢管，单位长度重量：8.512(kg/m) 立柱重量：Gp=L*ρ*g*K=4.41×8.512×9.80×1.10=404.659(N)式中：L----立柱的总长度ρ----立柱(或横梁)单位长度重量g----重力加速度，取9.80(m/s^2)3)上部结构总重量计算G=(Gb+Gp)=(152.285+404.659)=556.944(N)3.2 风荷载1)标志板所受风荷载标志板B：Fwb1=γ0*γQ*[(1/2*ρ*C*V^2)*A1]=1.0×1.4×[(0.5×1.2258×1.2×25.55^2)×0.959]=644.362(N)标志板A：Fwb2=γ0*γQ*[(1/2*ρ*C*V^2)*A2]=1.0×1.4×[(0.5×1.2258×1.2×25.55^2)×0.785]=527.923(N)式中：γ0----结构重要性系数，取1.0γQ----可变荷载分项系数，取1.4ρ----空气密度，一般取1.2258(N*S^2*m^-4)C----标志板的风力系数，取值1.20V----风速，此处风速为25.55(m/s^2)g----重力加速度，取9.80(m/s^2)则标志板所受风荷载：Fwb=ΣFwbi=1172.285(N)2)立柱迎风面所受风荷载:Fwp=γ0*γQ*[(1/2*ρ*C*V^2)*W*H]=1.0×1.4×[(0.5×1.2258×0.80×25.55^2)×0.089×2.65]=105.688( N)式中：C----立柱的风力系数，圆管型立柱取值0.80W----立柱迎风面宽度，即立柱的外径H----立柱迎风面高度，应扣除被标志板遮挡部分4 强度验算由立柱的外径89(mm)，壁厚4(mm)。
帽子坡大桥结构计算书
帽子坡大桥结构计算书1 项目概况1.1 技术标准汽车荷载: 公路-I级人群荷载:桥面宽度: 2.5(人行道及栏杆)+1.5(非机动车道)+11.25(行车道)+ 1.5(双黄线) +11.25(行车道)+ 1.5(非机动车道)+ 2.5m(人行道及栏杆), 全宽32m；双向六车道。
桥头引道：城市主干路II级, 计算行车速度50km/h；设计使用寿命: 12023；地震作用：地震动峰值加速度小于0.05g, 抗震设防措施等级为7级。
1.2 施工方案主梁采用满堂支架和大钢管支架现浇, 达成设计强度和弹模后按照设计张拉顺序进行张拉。
2 计算采用的技术规范及软件(1) 公路工程技术标准（JTG B01-2023）(2) 公路桥涵设计通用规范（JTG D60-2023）(3) 公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范（JTG D62-2023）(4) 公路桥涵地基与基础设计规范（JTG D63-2023）采用Midas civil 2023进行结构分析, 并用桥梁博士3.2.0进行验算。
3 计算采用的基本资料（1）箱梁按部分预应力混凝土A类构件设计, 桥墩按钢筋混凝土偏压构件计算。
该桥为城市桥梁, 属重要大桥, 安全等级为I级。
（2）梯度温度按照《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2023）表4.3.10-3条取值。
桥面为10cm沥青混凝土铺装时梯度温度的分布如图1。
A.竖向日照正温差B.竖向日照反温差图1 梯度温度 (尺寸单位: mm)（3）收缩、徐变、箱梁有效宽度按照《公路钢筋混凝土及预应力混凝土桥涵设计规范》(JTG D62-2023)公式计算。
（4）荷载工况组合说明: 荷载工况均按《公路桥涵设计通用规范》（JTG D60-2023）进行组合, 重要组合如下。
承载力极限状态组合:1.2自重+1.0收缩徐变+1.4汽车+0.84人群+0.84梯度温度+0.84制动力+0.5基础变位1.2自重+1.0收缩徐变+1.4汽车+0.98人群+0.98梯度温度+0.5基础变位1.2自重+1.0收缩徐变+1.4汽车+0.98人群+0.98制动力+0.5基础变位1.2自重+1.0收缩徐变+1.4汽车+1.12人群+0.5基础变位正常使用极限状态短期效应组合:1.0自重+1.0收缩徐变+0.7汽车+1.0人群+0.8梯度温度+1.0制动力+1.0基础变位1.0自重+1.0收缩徐变+0.7汽车+1.0人群正常使用极限状态长期效应组合:1.0自重+1.0收缩徐变+0.4汽车+0.4人群+0.8梯度温度+1.0制动力+1.0基础变位1.0自重+1.0收缩徐变+0.4汽车+0.4人群短暂状况构件应力计算按标准值组合。
某钢结构独立基础计算书J-1
阶梯基础计算（J-1）项目名称_____________日期_____________设计者_____________校对者_____________一、设计依据《建筑地基基础设计规范》 (GB50007-2002)①《混凝土结构设计规范》 (GB50010-2010)②二、示意图三、计算信息构件编号: JC-1 计算类型: 验算截面尺寸1. 几何参数台阶数n=2矩形柱宽bc=700mm 矩形柱高hc=900mm基础高度h1=300mm基础高度h2=400mm一阶长度 b1=250mm b2=300mm 一阶宽度 a1=300mm a2=300mm二阶长度 b3=250mm b4=300mm 二阶宽度 a3=300mm a4=300mm2. 材料信息基础混凝土等级: C30 ft_b=1.43N/mm2fc_b=14.3N/mm2柱混凝土等级: C30 ft_c=1.43N/mm2fc_c=14.3N/mm2钢筋级别: HRB335 fy=300N/mm23. 计算信息结构重要性系数: γo=1.0基础埋深: dh=1.500m纵筋合力点至近边距离: as=40mm基础及其上覆土的平均容重: γ=20.000kN/m3最小配筋率: ρmin=0.100%Fgk=176.780kN Fqk=0.000kNMgxk=141.340kN*m Mqxk=0.000kN*mMgyk=0.000kN*m Mqyk=0.000kN*mVgxk=54.380kN Vqxk=0.000kNVgyk=0.000kN Vqyk=0.000kN永久荷载分项系数rg=1.20可变荷载分项系数rq=1.40Fk=Fgk+Fqk=176.780+(0.000)=176.780kNMxk=Mgxk+Fgk*(B2-B1)/2+Mqxk+Fqk*(B2-B1)/2=141.340+176.780*(0.900-0.900)/2+(0.000)+0.000*(0.900-0.900)/2=141.340kN*mMyk=Mgyk+Fgk*(A2-A1)/2+Mqyk+Fqk*(A2-A1)/2=0.000+176.780*(1.050-1.050)/2+(0.000)+0.000*(1.050-1.050)/2=0.000kN*mVxk=Vgxk+Vqxk=54.380+(0.000)=54.380kNVyk=Vgyk+Vqyk=0.000+(0.000)=0.000kNF1=rg*Fgk+rq*Fqk=1.20*(176.780)+1.40*(0.000)=212.136kNMx1=rg*(Mgxk+Fgk*(B2-B1)/2)+rq*(Mqxk+Fqk*(B2-B1)/2)=1.20*(141.340+176.780*(0.900-0.900)/2)+1.40*(0.000+0.000*(0.900-0.900)/2) =169.608kN*mMy1=rg*(Mgyk+Fgk*(A2-A1)/2)+rq*(Mqyk+Fqk*(A2-A1)/2)=1.20*(0.000+176.780*(1.050-1.050)/2)+1.40*(0.000+0.000*(1.050-1.050)/2) =0.000kN*mVx1=rg*Vgxk+rq*Vqxk=1.20*(54.380)+1.40*(0.000)=65.256kNVy1=rg*Vgyk+rq*Vqyk=1.20*(0.000)+1.40*(0.000)=0.000kNF2=1.35*Fk=1.35*176.780=238.653kNMx2=1.35*Mxk=1.35*141.340=190.809kN*mMy2=1.35*Myk=1.35*(0.000)=0.000kN*mVx2=1.35*Vxk=1.35*54.380=73.413kNVy2=1.35*Vyk=1.35*(0.000)=0.000kNF=max(|F1|,|F2|)=max(|212.136|,|238.653|)=238.653kNMx=max(|Mx1|,|Mx2|)=max(|169.608|,|190.809|)=190.809kN*mMy=max(|My1|,|My2|)=max(|0.000|,|0.000|)=0.000kN*mVx=max(|Vx1|,|Vx2|)=max(|65.256|,|73.413|)=73.413kNVy=max(|Vy1|,|Vy2|)=max(|0.000|,|0.000|)=0.000kN5. 修正后的地基承载力特征值fa=200.000kPa四、计算参数1. 基础总长 Bx=b1+b2+b3+b4+bc=0.250+0.300+0.250+0.300+0.700=1.800m2. 基础总宽 By=a1+a2+a3+a4+hc=0.300+0.300+0.300+0.300+0.900=2.100mA1=a1+a2+hc/2=0.300+0.300+0.900/2=1.050m A2=a3+a4+hc/2=0.300+0.300+0.900/2=1.050m B1=b1+b2+bc/2=0.250+0.300+0.700/2=0.900m B2=b3+b4+bc/2=0.250+0.300+0.700/2=0.900m3. 基础总高 H=h1+h2=0.300+0.400=0.700m4. 底板配筋计算高度 ho=h1+h2-as=0.300+0.400-0.040=0.660m5. 基础底面积 A=Bx*By=1.800*2.100=3.780m26. Gk=γ*Bx*By*dh=20.000*1.800*2.100*1.500=113.400kNG=1.35*Gk=1.35*113.400=153.090kN五、计算作用在基础底部弯矩值Mdxk=Mxk-Vyk*H=141.340-0.000*0.700=141.340kN*mMdyk=Myk+Vxk*H=0.000+54.380*0.700=38.066kN*mMdx=Mx-Vy*H=190.809-0.000*0.700=190.809kN*mMdy=My+Vx*H=0.000+73.413*0.700=51.389kN*m六、验算地基承载力1. 验算轴心荷载作用下地基承载力pk=(Fk+Gk)/A=(176.780+113.400)/3.780=76.767kPa 【①5.2.1-2】因γo*pk=1.0*76.767=76.767kPa≤fa=200.000kPa轴心荷载作用下地基承载力满足要求2. 验算偏心荷载作用下的地基承载力exk=Mdyk/(Fk+Gk)=38.066/(176.780+113.400)=0.131m因 |exk| ≤Bx/6=0.300m x方向小偏心,由公式【①5.2.2-2】和【①5.2.2-3】推导Pkmax_x=(Fk+Gk)/A+6*|Mdyk|/(Bx2*By)=(176.780+113.400)/3.780+6*|38.066|/(1.8002*2.100)=110.335kPaPkmin_x=(Fk+Gk)/A-6*|Mdyk|/(Bx2*By)=(176.780+113.400)/3.780-6*|38.066|/(1.8002*2.100)=43.199kPaeyk=Mdxk/(Fk+Gk)=141.340/(176.780+113.400)=0.487m因 |eyk| >By/6=0.350m y方向大偏心, 由公式【①8.2.2-2】推导ayk=By/2-|eyk|=2.100/2-|0.487|=0.563mPkmax_y=2*(Fk+Gk)/(3*Bx*ayk)=2*(176.780+113.400)/(3*1.800*0.563)=190.921kPaPkmin_y=(Fk+Gk)/A-6*|Mdxk|/(By2*Bx)=(176.780+113.400)/3.780-6*|141.340|/(2.1002*1.800)=-30.066kPa3. 确定基础底面反力设计值Pkmax=(Pkmax_x-pk)+(Pkmax_y-pk)+pk=(110.335-76.767)+(190.921-76.767)+76.767=224.489kPaγo*Pkmax=1.0*224.489=224.489kPa≤1.2*fa=1.2*200.000=240.000kPa偏心荷载作用下地基承载力满足要求七、基础冲切验算1. 计算基础底面反力设计值1.1 计算x方向基础底面反力设计值ex=Mdy/(F+G)=51.389/(238.653+153.090)=0.131m因 ex≤ Bx/6.0=0.300m x方向小偏心Pmax_x=(F+G)/A+6*|Mdy|/(Bx2*By)=(238.653+153.090)/3.780+6*|51.389|/(1.8002*2.100)=148.952kPaPmin_x=(F+G)/A-6*|Mdy|/(Bx2*By)=(238.653+153.090)/3.780-6*|51.389|/(1.8002*2.100)=58.319kPa1.2 计算y方向基础底面反力设计值ey=Mdx/(F+G)=190.809/(238.653+153.090)=0.487m因 ey >By/6=0.350 y方向大偏心, 由公式【①8.2.2-2】推导ay=By/2-|ey|=2.100/2-|0.487|=0.563mPmax_y=2*(F+G)/(3*Bx*ay)=2*(238.653+153.090)/(3*1.800*0.563)=257.744kPaPmin_y=01.3 因 Mdx≠0 Mdy≠0Pmax=Pmax_x+Pmax_y-(F+G)/A=148.952+257.744-(238.653+153.090)/3.780=303.061kPa1.4 计算地基净反力极值Pjmax=Pmax-G/A=303.061-153.090/3.780=262.561kPaPjmax_x=Pmax_x-G/A=148.952-153.090/3.780=108.452kPaPjmax_y=Pmax_y-G/A=257.744-153.090/3.780=217.244kPa2. 验算柱边冲切YH=h1+h2=0.700m, YB=bc=0.700m, YL=hc=0.900mYB1=B1=0.900m, YB2=B2=0.900m, YL1=A1=1.050m, YL2=A2=1.050mYHo=YH-as=0.660m因 ((YB+2*YHo)≥Bx) 并且 (YL+2*YHo)≥By)基础底面处边缘均位于冲切锥体以内, 不用验算柱对基础的冲切3. 验算h2处冲切YH=h2=0.400mYB=bc+b2+b4=1.300mYL=hc+a2+a4=1.500mYB1=B1=0.900m, YB2=B2=0.900m, YL1=A1=1.050m, YL2=A2=1.050mYHo=YH-as=0.360m因 ((YB+2*YHo)≥Bx) 并且 (YL+2*YHo)≥By)基础底面处边缘均位于冲切锥体以内, 不用验算柱对基础的冲切八、柱下基础的局部受压验算因为基础的混凝土强度等级大于等于柱的混凝土强度等级，所以不用验算柱下扩展基础顶面的局部受压承载力。
人防临空墙结构设计1
mm2 (预选Φ 16 @ 200 )
地下三层临空墙（人防）设计
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1/2 1fcrLn))
fcr = 1.5fc = As = α 1fcr1x / fyr
25.32 N/mm2
x = ho - (ho2 - 2M / (α
构造配筋面积 Aso = As1 = 3.4 mm 1.9 4.7 2.7 mm mm mm As2 = AsI = AsII =
mm
2
mm2 (预选Φ 14 @ 150 )
2
查表 ξ = 0.0269 M2 = α M1 = 13.03 MII = β M2 = 18.25 kN-m/m kN-m/m
2、配筋计算 钢筋 III 级 fyr = 1.20fy = 砼 C45 系数 α 1＝ 1.00 跨中 x1 = 跨中 x2 = 支座 xI = 支座 xII = ftr = 1.5ft = 432 2.7 900 196 114 276 160 N/mm2
北内K区公建－结构设计计算书
RLKQ-12 人防临空墙设计
一、计算参数 按塑性理论、采用等效静荷载法计算，取结果较大值。 计算区格： 积水井 边界条件：（左端/下端/右端/上端）： 固端 / 固端 / 固端 / 固端 短边 Ln1 = 2750 mm 长边 Ln2 = 3600 mm 墙厚 hb = 300 mm 墙宽 b = 1000 h0 = 265 mm mm as = 35 mm
二、按人防规范设计 1、内力计算 人防临空墙等效静荷载标准值 qe2= 110.0 λ M1 ＝ξ qL1 = 22.34 支座弯距 MI ＝β M1 = 31.27 α =1/λ
结构设计原理课程设计 (1)
一、设计题目：钢筋混凝土简支T形梁桥一片主梁设计。
二、设计资料1、某公路钢筋混凝土简支梁桥主梁结构尺寸。
标准跨径：20.00m；计算跨径：19.50m；主梁全长：19.96m；梁的截面尺寸如下图(单位 mm)：梁高1500。
2、计算内力（1）使用阶段的内力 T形梁截面尺寸跨中截面计算弯矩（标准值）结构重力弯矩：M1/2恒=820.82+46=866.82 KN.m汽车荷载弯矩：M1/2汽=549.29+46=595.29 KN.m人群荷载弯矩：M1/2人=78.04 KN.m1/4跨截面弯矩：（设计值）Md.1/4=1867.00 KN.m；（已考虑荷载安全系数）支点截面弯矩Md0=0 KN.m,支点截面计算剪力（标准值）结构重力剪力：V恒=162+46=208 KN;汽车荷载剪力：V汽=129+46=175 KN;人群荷载剪力：V人=18 KN;跨中截面计算剪力（设计值）V j1/2=76.50KN；（已考虑荷载安全系数）主梁使用阶段处于一般大气条件的环境中。
结构安全等级为二级。
汽车冲击系数1+μ=1.192.(2)施工阶段的内力简支梁在吊装时，其吊点设在距梁端a=400mm处，而梁自重在跨中截面的弯矩标准值结构重力剪力：Mk.1/2=585.90KN.m,在吊点的剪力标准值结构重力剪力：V0=110.75KN.m。
3、材料主筋用HRB335级钢筋fsd=280 N/m㎡；fsk=335 N/m㎡。
箍筋用R235等级钢筋fsd=195N/m㎡；fsk=235N/m㎡;ES=2.1×510N/2mm。
采用焊接平面钢筋骨架混凝土为C30fcd=13.8N/m㎡;fck=20.1N/m㎡; ftd=1.39N/m㎡;ftk=2.01N/m㎡;Ec=3.00×10N/m㎡.三、设计要求1、进行T形梁正截面设计计算；2、进行T形梁斜截面设计计算；3、进行T形梁的变形及裂缝宽度验算；4、计算书要程序分明，文字流畅，书写工整，引出资料来源；5、图面整洁、紧凑，符合工程制图要求。
钢结构屋架计算书
一、 设计资料1、 车间平面尺寸为150m ×30m ，柱距7.5m ，跨度为30m ，术网采用封闭结合，车间内有两台15t/3t 中级工作制软钩桥式吊车。
2、 屋面采用长尺复合屋面板，板厚100m ，檩距不大于1800mm ，檩条采用冷弯薄壁斜卷边Z 形钢Z250×75×20×2.5，屋面坡度1/20i =。
3、 钢屋架简支在钢筋混凝土柱顶上，柱顶标高9.000m ，柱上端设有钢筋混凝土连系梁。
上柱截面为400mm ×400mm ，所用混凝土强度等级为C30，轴上抗压强度设计值214.3N/mm c f =。
抗风柱的柱距为6m ，上端与层架上弦用板铰连接。
4、 钢材用Q235—B ，焊条采用E43系列型。
5图1 屋架外形尺寸及腹杆布置形式6、 该车间建于深圳近郊。
7、 屋盖荷载标准值：(1)屋面活荷载 0.50kN/m 2(2)基本雪压S O 0kN/m 2(3)基本风压W 0 0.75kN/m 2(4)复合屋面板自重 0.30kN/m2(5)檩条自重 0.0821kN/m 2(6)屋架及支撑自重 0.45kN/m28、运输单元最大尺寸长度为15m ，高度为4.0m 。
二、屋架几何尺寸及檩条布置1、屋架几何尺寸屋架上弦节点用大写字母A ，B ，C …连续编号，下弦节点以及再分式腹杆节点用小写字母a ，b ，c …连续编号。
由于梯形屋架跨度L=30m ＞24m ，为避免影响使用和外观，制造时应起拱。
屋架/50060mm f L ==计算跨度2m o l L =-⨯0.15=30-2⨯0.15=29.7。
起拱后屋架杆件几何尺寸和节点编号如图2所示（基中虚线为原屋架，实线为起拱后屋架）。
图2 屋架几何尺寸运输单元的最大尺寸为长度15m，高度4m。
此屋架跨度30m，高度3.3m，所以可将屋架从屋脊处断开，取一半屋架作为运输单元，长度为15m，高度为2.85m。
框架结构一榀框架手算计算书讲解
某培训中心综合楼计算书1 工程概况拟建5层培训中心,建筑面积4500m 2,拟建房屋所在地的设防参数，基本雪压S 0=0.3kN ·m 2,基本风压ω0=0.45kN ·m 2地面粗糙度为B 类。
2 结构布置及计算简图主体5层,首层高度3.6m,标准层3.3m,局部突出屋面的塔楼为电梯机房层高3.0m,外墙填充墙采用300mm,空心砖砌筑,内墙为200mm 的空心砖填充,屋面采用130mm ，楼板采用100mm 现浇混凝土板,梁高度按梁跨度的1/12～1/8估算,且梁的净跨与截面高度之比不宜小于4,梁截面宽度可取梁高的1/2～1/3,梁宽同时不宜小于1/2柱宽,且不应小于250mm,柱截面尺寸可由A c ≥cN f N][μ 确定本地区为四级抗震,所以8.0=c μ,各层重力荷载近似值取13kN ·m -2,边柱及中柱负载面积分别为7.8 6.9226.91⨯÷=m 2和7.8(6.92 2.72)37.44⨯÷+÷=m 2.柱采用C35的混凝土（f c =16.7N ·mm 2，f t =1.57N ·mm 2）第一层柱截面 边柱 A C =31.326.91131051702810.816.7⨯⨯⨯⨯=⨯mm 2 中柱 A C =31.2537.44131052276950.816.7⨯⨯⨯⨯=⨯mm 2 如取正方形,则边柱及中柱截面高度分别为339mm 和399mm 。
由上述计算结果并综合其它因素，本设计取值如下：1层: 600mm ×600mm ； 2～5层:500mm ×500mm表1 梁截面尺寸(mm)及各层混凝土等级强度1 3.60.45 2.2 1.10.1 5.05h m =++--=。
图1 结构平面布置图图2 建筑平面图40厚刚性防水细石砼保护层图3 剖面图6.9m 2.7m 6.9m（a ） 横向框架 （b ）纵向框架图4 框架结构计算简图3 重力荷载计算3.1 屋面及楼面的永久荷载标准值40mm 刚性防水细石砼内配φ4@200钢筋网 25×0.04=1.0 kN ·m -2 20mm1:3水泥砂浆找平层 20×0.02=0.4 kN ·m -250mm炉渣找坡2% 12×0.05=0.6 kN·m-2三毡四油防水层 0.4 kN·m-2100mm钢筋混凝土板 0.1×25=2.5 kN·m-2V型轻钢龙骨吊顶 0.25 kN·m-2合计 5.15 kN·m-21～5层楼面:瓷砖地面 0.55 kN·m-260mm浮石珍珠岩混凝土隔声层 5×0.06=0.3 kN·m-2100mm混凝土楼板 0.10×25=2.5 kN·m-2V型轻钢龙骨吊顶 0.25 kN·m-2合计 3.6 kN·m-23.2 屋面及楼面可变荷载标准值上人屋面均布活荷载标准值 2.0 kN·m-2楼面活荷载标准值 2.0 kN·m-2电梯机房楼面活荷载标准值 7.0 kN·m-2屋面雪荷载标准值 0.3 kN·m-23.3 墙重力荷载计算外墙:墙体为300mm粘土空心砖，外墙面贴瓷砖。
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结构专业设计计算书（地下室、基础手算部分）工程名称：C#公寓设计计算：校对：审核：地基基础设计一、概述：1、本工程采用静压预应力高强混凝土管桩，桩径500mm。
桩身混凝土强度等级为C80，承台混凝土强度等级为C35，钢筋为HPB235、HRB335和HRB400。
2、单桩竖向承载力特征值Ra=1800KN，由静载荷试验确定。
3、采用PKPM之JCCAD（2002新规范板）计算，单柱承台用桩基承台计算软件计算；4、计算书按最不利荷载组合打出。
二、计算：1、桩身混凝土强度的承载力验算：根据《预应力混凝土管桩基本技术规程》DBJ/T-15-22-98管桩桩身竖向承载力设计值Rp=0.3(fce-σpc)A=0.3X(80-5)X103X(1/4)X3.14x(0.52-0.252)=3311.7KN>Q=1.35Ra=1.35X2200=2970KN满足要求。
3、桩基础沉降验算：根据《建筑地基基础设计规范》GB50007-2002附录R，采用实体深基础计算桩基础最终沉降量。
（1）、(9)/(F)轴承台的计算：准永久组合下荷载N=5700KN承台面积A4=bxl=2.5X2.5=6.25m2桩底平面处近似附加应力p0=N/A4=5700/6.25=912kpa地基变形计算深度z n=b(2.5-0.4lnb)=2.5X（2.5-0.4Xln2.5）=5.33mzi-1/b=0/2.5=0，l/b=2.5/2.5=1.0，查附录K表K.0.1-2 ai-1=0.2500zi/b=5.33/2.5=2.13，l/b=2.5/2.5=1.0，查附录K表K.0.1-2 ai=0.1740地基变形量s4’=(p0/Es)(ziai-zi-1ai-1)=(912/70X103)X(5.33X0.1740-0X0.2500)=12.08mm 地基最终变形量s4=4Φss4’=4X0.3X12.08=14.50mm（2）、(9)/(E)轴承台的计算：准永久组合下荷载N=4300KN承台面积A3=bxl=2.0X2.0=4.0m2桩底平面处近似附加应力p0=N/A4=4300/4.0=1075kpa地基变形计算深度z n=b(2.5-0.4lnb)=2.0X（2.5-0.4Xln2.0）=4.45mzi-1/b=0/1.0=0，l/b=2.5/1.0=2.5，查附录K表K.0.1-2 ai-1=0.2500zi/b=4.45/2.0=2.22，l/b=2.0/2.0=1.0，查附录K表K.0.1-2 ai=0.1738地基变形量s3’=(p0/Es)(ziai-zi-1ai-1)=(1075/70X103)X(4.45X0.1738-0X0.2500)=11.87mm 地基最终变形量s3=4Φss3’=4X0.3X11.87=14.25mm两承台间的沉降斜值:δ=(s3-s4)/L=(14.50-14.25)/5800=0.00043<0.0025满足要求。
4、桩基础抗拔验算：（1）、根据《建筑预应力混凝土管桩基础技术规程》DBJ13-59-2004以下公式验算单桩抗拔承载力。
U a≤Up+Gpk (5.2.7)，其中 Up=Еξs i y i q sik ul i (5.2.8)NL≤Rpl (5.2.9-1)其中 Rpl=σpcA (5.2.8)Uk=Еξs i y i q sik ul i=0.75X25X1.57X15+0.65X40X1.57X2=523KNGpk=ｐV=(25-10)X(PI/4)X(0.52-0.252)x15=33KN桩抗拔力设计值Nl=Up+Gpk=523+33=556KN桩身受拉承载力设计值Rpl=σPcA=3.5X103X(1/4)X PIX(0.52-0.252)=515KN所以 Nl> Rpl所以单桩抗拔承载力由桩身承载力设计值Rpl控制，即Rpl=515KN,实际取Rpl=350KN抗拔力设计值及所需桩数见附图（2）、抗拔钢筋承载力验算：锚入承台的抗拔钢筋为6Φ18抗拔力F=nfyAs=6X300X254=457KN >Rpl=350KN（3）、填芯混凝土与管桩粘结力：NL=fu pi l f=0.3x103x3.14x0.25x2.0=471KN满足要求地下室设计一、概述：1、本工程有一层地下室，有一人防防护单元，按甲类六级人防设计；2、顶板非人防区板厚180，人防区厚250，底板厚300；3、材料强度：混凝土：梁、板、非主体结构墙（外围护墙除外）C35柱，主体剪力墙C40，外围护墙C35钢筋：HPB235 fy=210N/mm2HRB335 fy=300N/mm2HRB400 fy=360N/mm2人防设计时材料强度乘以材料强度综合调整系数rd，混凝土为1.5（斜截面验算时乘以0.8折减系数）；钢筋HPB235为1.5，钢筋HRB335为1.35，钢筋HRB400为1.2。
混凝土：C35取C35X1.5X0.8=C42钢筋：HPB235 fdy=210X1.5=315N/mm2HRB335 fdy=300X1.35=405N/mm2HRB400 fdy=360X1.20=432N/mm24、荷载取值（标准值）：恒荷载（gk）：板：180厚6.0KN/m2，250厚7.8KN/m2，活荷载（qk）：按规范取值正常情况下地下水浮力：最高水位按室外地坪下500F WK=[H0-0.8+0.3]p=[4.5-0.8+0.30]X10=40KN/m2人防情况下地下水浮力：稳定水位为室内地坪下1100F WK=[H0-1.10+0.3]p=[4.5-1.10+0.3]X10=37.00KN/m2室外地面荷载：qmk=10KN/m2常规武器爆炸动荷载作用下结构等效静荷载：顶板qe1=45KN/m2，底板 qe2=0KN/m2，外墙：qe3=50KN/m2，临空墙qc=160KN/m2，核武器爆炸动荷载作用下结构等效静荷载：顶板qe1=70KN/m2，底板 qe2=25KN/m2，外墙：qe3=45x1.1=50KN/m2，临空墙qc=160KN/m2，内隔墙qn=50KN/m2，人防与普通地下室qc=110KN/m25、静止土侧压力(qsk)系数：按经验取值K0=0.5二、地下室计算：1、顶板：电算详计算书（1）、正常情况下：GK+QK（向下）（2）、核爆情况下：GK+Qe1/1.4(人防荷载分项系数为1.0) （向下）2、底板：（1）、正常情况下：GK+QK（向下）（2）、地下水浮力：(1.2F WK-1.0GK)/1.4=(1.2X40-1.0X7.5)/1.4=28.9KN/m2 (向上)（3）、核爆情况下：Qe1/1.4+（F WK-1.0GK）/1.4=25/1.4+(37.00-1.0X7.5)/1.4=39KM/m2 (向上)3 、外墙：为方便计算和偏安全考虑，地下水位按到顶板面，土按浮重度，土侧压力按单层最不利情况计算。
土浮重度:：r0=r-p=20-10=10KN/m3（1）、正常情况下：QS+QW+QM土侧压力标准值：qsk=K0r0H=0.5X10X4.5=22.5KN/m2 (三角形)水侧压力标准值：qwk=pH=10X4.5= 45KN/m2（三角形）地面荷载标准值：qmk=K0qmk=0.5X10=5.00 KN/m2（均布）土侧压力设计值：qs=rqsk =1.35X22.5=30.38KN/m2 (三角形)水侧压力设计值：qw=rqwk =1.35X45=60.75KN/m2（三角形）地面荷载设计值：qm=rK0qmk=1.4X5.00=7.00KN/m2（均布）a、对单向板地下一层：（板厚300取1m板宽计算）弯矩计算查《静力手册》MA=1/15qH2 MB=0.0298qH2 (三角形荷载)MA=1/8qH2 MB=9/128qH2 (均布荷载)弯矩标准值：(计算裂缝)MswkA=1/15qskH2=(1/15)X(22.5+45)X4.52=91.12KN.mMmkA=1/8qmkH2=(1/8)X5.00X4.52=12.66KN.mMswkB=0.0298qswkH2=0.0298X(22.5+45)X4.52=40.73KN.mMmkB=(9/128)qswkH2=(9/128)X5.00X4.52=7.12KN.m近似叠加:MkA= MswkA + MmkA =91.12+12.66=103.78KN.mMkB= MswkB + MmkB =40.73+7.12=47.85KN.m弯矩设计值：MA= 1.35MswkA+1.4x0.7MmkA =1.35x91.12+1.4x0.7x12.66=135.42KN.m MB= 1.35MswB+1.4x0.7MmB =1.35x40.73+1.4x0.7x7.12=61.96KN.m配筋计算：AsA=MA/(0.87fyh0)=135.42X106/(0.87X300X240)=1802mm2实配￠20@100，AsA=3140mm2，满足要求。
AsB=MB/(0.87fyh0)=61.96X106/(0.87X360X260)=761mm2实配￠14@100，AsB=1540mm2，满足要求。
（2）、核爆情况下：Qs+Qw+Qe3a、按单向板（板厚300取1m板宽计算）弯矩计算查《静力手册》MA=1/8qH2 MB=9/128qH2 (均布荷载)Me3A=(1/8)qe3H2=(1/8)X50X4.52=126.56KN.mMe3B=(9/128)qe3H2=(8/129)X50X4.52=62.79KN.m与正常近似叠加:MeA= MswA+Me3A =1.2x91.12+126.56=235.90KN.mMeB= MswC+Me3B =1.2x40.73+62.79=111.67KN.m配筋计算：AseA=MeA/(0.90fdyh0)=235.90X106/(0.90X432X240)=2528mm2实配￠22@100，AseA=3801mm2，满足要求。
AseB=MeB/(0.90fdyh0)=111.67X106/(0.90X432X270)=1064mm2实配￠14@100，AseC=1540，满足要求。
3 、人防临空墙：（板厚300）弯矩计算查《静力手册》MA=1/8qH2 MB=9/128qH2 (均布荷载)McA=(1/8)qcH2=(1/8)X160X3.82=288.80KN.mMcB=(9/128)qH2=(9/128)X160X3.82=162.45KN.m配筋计算：AscA=McA/(0.90fdyh0)=288.80X106/(0.90X405X320)=2475mm2实配￠18@100，AscA=2540mm2，满足要求。