框架结构设计

第一章：工程概况和结构设计方案
2.1 工程概况
2.1.1设计依据：
（一）工程设计使用年限： 本工程设计使用年限为 50 年。

（二）自然条件：
1.基本风压：
)
m KN (20W =0.45
2.地面粗糙程度：B 类。

3.基本雪压： 0.65 KN/㎡。

4.工程地质见下表：
表2-1 拟建场地工程地质情况
地下水情况：
无侵蚀性，最高水位距地表 -2.0 m。

2.1.2 设计要求：
（一）本工程主体为钢筋混凝土框架结构，抗震设防烈度为7度，设计地震分组为第I分组，基本地震加速度为0.10g，场地类别为III类，现浇框架抗震等级为三级。

层高4.5米。

楼盖及屋盖均采用现浇钢筋混凝土结构，板厚120mm。

（二）设计荷载：
（1）不上人屋面活荷载 0.5 KN/㎡
（2）屋面雪荷载 0.65 KN/㎡
（3）车间活荷载标准值为 3.5KN/㎡。

（4）楼面永久荷载 3.80 KN/㎡
（5）屋面永久荷载 3.98 KN/㎡
2.2 结构设计方案
2.2.1
图2-1 框架结构的计算简图
图2-2 纵向框架组成的空间结构
本方案中，按照纵向的平面框架进行计算。

2.2.2梁柱截面尺寸的初步确定
梁截面尺寸估算
梁截面高度一般取梁跨度的 1/12～1/8进行估算，梁宽取梁高的1/3～1/2。

由此估算的框架梁的截面尺寸如下：
主框架梁：b×h=300mm×750mm
次梁： b×h=250mm×600mm
表2-2 梁截面尺寸（mm）
柱截面尺寸估算依据
（一）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=βFg E n
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。

由图二可知边柱及中柱的负载面积分别为7.2×3.5和㎡和7.2×6.8㎡。

g E 折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似的取12KN/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，本方案为三级抗震等级，查《抗震规范》可知取为0.9。

fc 为混凝土轴心抗压强度设计值，对C30，查得14.3N/mm2。

由公式可得柱截面面积为
边柱 32
c 1.37.2 3.512105A 130778mm 0.916.7
⨯⨯⨯⨯⨯≥=⨯
中柱
32c 1.257.2 6.812105A 244311mm 0.916.7
⨯⨯⨯⨯⨯≥=⨯ 取截面尺寸：500 mm ×500 mm 。

表2-3 柱截面尺寸（mm ）
第三章：结构计算
3.1 荷载计算
3.1.1屋面及楼面的永久荷载标准值
屋面（不上人）：
20厚水泥砂浆找平层 20×0.02=0.4 KN/㎡ 现浇混凝土屋面板 25×0.12=3KN/㎡ 40厚挤塑保温板 0.5×0.04=0.02KN/㎡ 40厚C20细石混凝土 14×0.04=0.56 KN/㎡
合计 3.98KN/㎡ 1~4层楼面：
瓷砖地面（包括水泥粗砂打底） 0.55KN/㎡ 120厚钢筋混凝土板 25×0.12=3KN/㎡
V 型轻钢龙骨吊顶或20厚水泥砂浆 0.25 KN/㎡ 合计 3.80KN/㎡
3.1.2屋面及楼面可变荷载标准值
不上人屋面均布活荷载标准值 0.5KN/㎡ 车间楼面活荷载标准值 3.5KN/㎡
屋面雪荷载标准值 2
0r k m 65KN .065.00.1S S -⋅=⨯=⋅=μ
3.1.3梁、柱、墙、窗、门重力荷载计算
（一）梁自重
主框架梁： 25×0.3×(0.75-0.12)=4.725 KN/m 次梁： 25×0.25×（0.6-0.12）=3 KN/m （二）柱自重
柱 25×0.5×0.5=6.25 KN/m 抹灰层 17×0.01×4×0.5=0.34 KN/m
合计 6.59KN/m （三）墙自重
外墙体为240厚KP1砖，内墙体为240厚加气混凝土砌块。

1.外纵墙自重（KP1砖）
纵墙 19×（1-15%）×1×0.24=3.876 KN/m 铝合金窗 0.35×1.7=0.595 KN/m 外墙面帖瓷砖 0.5×（4.5-1.7-0.8）=1 KN/m 内墙面20厚抹灰 17×0.02×（4.5-1.7-0.8）=0.68 KN/m
合计 6.151KN/m 2.内墙自重及横墙自重
纵墙（横墙） 5.5×（4.5-0.6）=5.148 KN/m 抹灰厚（两侧） 17×（4.5-0.6）=2.652 KN/m
合计 7.8KN/m
3.女儿墙自重
墙重及压顶重 19×（1-15%）×0.9×0.24+25×0.24×0.3=5.676KN/m
外帖瓷砖 0.5×1.2=0.6 KN/m
水泥粉刷内面 0.36×1.3=0.468KN/m
合计 6.744KN/m
3.2框架内力计算
3.2 .1采用结构设计软件PKPM进行计算
（一）执行PMCAD主菜单1，输入结构的整体模型
首先。

根据建筑平、立、剖面图输入轴线。

结构图中尺寸是指中心线尺寸，而非建筑平面图中的外轮廓尺寸，根据上一层建筑平面的布置，在本层结构平面图中适当增设次梁，只有楼层板、梁、柱等构件布置完全一样（位置、截面、材料），并且层高相同时，才能归并为一个结构标准层。

再估算（主、次）梁、板、柱等构件截面尺寸，并进行构件定义。

对于梁，抗震规范第6.3.6条规定宽度200mm，主梁高度取跨度的1/8～1/12，宽度取高度的1/3～1/2；次梁的高度取跨度的1/12～1/16，宽度取高度的1/3～1/2。

对于框架柱，抗震规范第6.3.1条规定，矩形柱长和宽都要大于300mm，同时控制柱的轴压比。

对于板，单向板楼板厚取跨度的1/40～1/45，且大于60mm；双向板楼板厚取跨度的1/50～1/45，且大于80mm。

接着选择各标准层进行梁、柱构件布置。

柱只能布置在节点上，主梁只能布置在轴线上，考虑外轮廓平齐采取偏心。

然后在荷载定义下输入楼、屋面恒、活荷载
最后根据建筑方案，将各结构标准层和荷载标准层进行组装，形成结构整体模型，并且确定总信息、地震信息、风荷载信息等等。

（二）执行PMCAD主菜单2，布置次梁楼板
此处次梁是指未在主菜单1布置过的次梁，对于已将其当作主梁在主菜单1布置过的梁，不得重复布置。

对楼梯间进行全房间开洞，对个别房间板厚发生变化的，按照设计实际作局部修改，对有悬挑板的梁上布置悬挑板。

根据实际情况需要，拷贝前层的楼板开洞、修改板厚、设悬挑板、次梁布置等信息。

（三）执行PMCAD主菜单3，输入荷载信息
对个别房间进行楼面荷载修改，如板厚有变化的房间的楼面恒载、厕所的楼面恒载及门厅、走道、楼梯间的楼面活荷载等。

对梁承受的非板传来的荷载（如填充墙等）进行输入，注意，对梁承受填充墙荷载
的需考虑窗洞、楼梯间全房间开洞的须根据实际情况计算梯段传至楼层梯梁的均布恒（活）载、梯段及休息平台经平台梯梁（梯柱）传至下层框架梁的集中恒（活）载。

程序能对梁的自重、板的导荷进行自动计算，这些荷载都不能在此处重复计算，荷载的输入是指程序不能计算和导算的外加荷载，一定要根据实际情况进行计算输入，不得多输，更不能漏掉荷载。

此外，根据实际情况选择前面已经布置好的任意一层作荷载拷贝，还可根据实际情况选择是否拷贝楼面荷载、梁间荷载、节点荷载等信息。

（四）ST —8计算
对所建模型进行导荷及配筋，根据实际情况调整软件的各种参数，以符合实际情况及安全保证，如果先前所建模型不满足要求，就可以通过计算出的各种图形看出，可以通过对计算出的受力图，内力图，弯矩图等等对电算结果进行分析，找出模型中的不足并加以调整，反复至电算结果满足要求为止。

3.2.2 纵向框架侧移刚度计算纵梁线刚度（D 值法）
表2-4 纵梁线刚度
b
i 计算表
表2-5 柱线刚度
c
i 计算表
柱的侧移刚度D 值按下式计算：2c
c
h
12i D α=。

根据梁柱线刚度比K 的不同，柱可分为中框架中柱和边柱、边框架中柱和边柱等，计算结果如下：
表2-6 （BCDEF 列） 中框架柱侧移刚度D 值
)mm N (-1
⋅
表2-7 （AG ）列边框架柱侧移刚度D 值
)mm N (-1
⋅
将上述不同情况下同层框架侧移刚度相加，即得框架各层层间侧移刚度i D ∑，见下表
表2-8 各层层间侧移刚度i D ∑
由表可见，12D /D 735401/674998 1.0890.7∑∑==>，故该框架为纵向向规则框架。

#算法举例：（BCDEF 列） 中框架柱侧移刚度D 值
(底层)
1. B
K=6.594/3.646=1.809 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di1=αc ×12×ic/h2=0.606×12×3.646×1010
/54002
=13090 2. B-7 C-1 C-7 D-1 D-7 E-1 E-7 F-1 F-7(9根) K=8.792/3.646=2.411 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.660
Di2=αc ×12×ic/h2=0.660×12×3.646×1010 /54002
=14260
3. 中柱(D-6)
K=(8.792+8.792)/3.646=4.823 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.780
Di3=αc ×12×ic/h2=0.780×12×3.646×1010
/54002
=16853
4. B-2
K=(8.792+6.594)/3.646=4.220 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.606
Di4=αc ×12×ic/h2=0.759×12×3.646×1010
/54002 =16399
i D =13090+14260×9+16853×24+16399=562301
（2~5层） 3 B-1
K=6.594/3.646=1.809 αc=K/(2+K)=0.475
Di1=αc ×12×ic/h2=0.475×12×3.646×1010
/45002
=10263
3 B-7 C-1 C-7 D-1 D-7 E-1 E-7 F-1 F-7
K=8.792/3.646=2.411 αc=K/(2+K)=0.547 Di2=αc ×12×i c /h
2
=0.547×12×3.646×1010 /45002
=11818
3 中柱 （D-6）
K=(8.792×2)/3.646=4.823 αc=K/(2+K)=0.707 Di3=αc ×12×i c /h
2
=0.707×12×3.646×1010 /45002
=15275
3 B-2
K=(8.792+6.594)/3.646=4.220 αc=K/(2+K)=0.678 Di4=αc ×12×i c /h
2
=0.678×12×3.646×1010 /45002
=14649
i D =10263+11818×9+15275×24+14649=497874 （AG ）列边框架柱侧移刚度D 值 底层 1.（A-1）
K=4.396/3.646=1.206 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.532
Di1=αc ×12×i c /h 2
=0.532×12×3.646×1010
/54002
=11494
2. (A-7,G-1,G-7 3
根)
K=6.594/3.646=1.809 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.606 Di1=αc ×12×i c /h 2
=0.606×12×3.646×1010
/54002
=13090
3. （A-2）
K=(6.594+4.396)/3.646=3.014 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.701 Di3=αc ×12×i c /h 2
=0.701×12×3.646×1010
/54002
=15146
4. (A3~6,G2~6 9根)
K=（6.594+6.594）/3.646=3.617 αc=(0.5+K)/(2+K)=0.733 Di3=αc ×12×i c /h 2
=0.733×12×3.646×1010
/54002
=15837
i D =11494+13090×3+15146+15837×9=173100 2~5层： 1.(A-1)
K=(4.396+4.396)/(2×3.646)=1.206 αc=K/(2+K)=0.376
Di1=αc ×12×ic/h2=0.376×12×3.646×1010 /45002
=8124
2. (A-7,G-1,G-7 3根)
K=(6.594+6.594)/(2×
3.646)=1.809 αc=K/(2+K)=0.475
Di2=αc ×12×ic/h2=0.475×12×3.646×1010
/45002
=10263
3.（A-2）
K=(6.594+4.396)/(3.646)=3.014 αc=K/(2+K)=0.601 Di3=αc ×12×ic/h2=0.601×
12×3.646×1010
/45002
=12985
)
K=(6.594+6.594)/(3.646)=3.617 αc=K/(2+K)=0.644 Di4=αc ×12×ic/h2=0.644×12×3.646×1010
/45002
=13914
i D ∑=8124+10263×3+12985+13914×9=177124
3.2.3重力荷载代表值的计算
（一）屋面及楼面可变荷载标准值 1.屋面永久荷载标准值 3.98 KN/㎡ 2. 楼面永久荷载标准值 3.80 KN/㎡ （二）屋面及楼面可变荷载标准值
1.不上人屋面均布活荷载标准值 0.5KN/㎡
2.车间楼面活荷载标准值
3.5KN/㎡
3.屋面雪荷载标准值 2
0r k m 65KN .065.00.1S S -⋅=⨯=⋅=μ
（三）墙，门窗重力荷载计算：
1.外墙240KP1砖19×（1-15%）=16.15 KN/m3 外墙面瓷砖0.5KN/㎡，外墙面20厚抹灰，则外墙单位墙面的重力荷载为：
0.5+0.24×16.15+17×0.02=40716KN/㎡
2.内墙240厚加气混凝土砌块（5.5 KN/m3）双面抹灰各20mm,则内墙的重力荷载为： 5.5×0.24+17×0.02×2=2 KN/㎡
3.铝合金门窗单位面积的重力荷载为：0.35 KN/㎡
4.梁柱计算： 梁柱重力荷载计算：
表2-9 梁柱重力荷载计算表
（四）各层墙（外墙）自重标准值计算：
1.女儿墙重：总长 L=(43.2+40)×2=166.4m
总重Gk1=6.744Kn/m×166.4m=1122.2KN
2.标准层墙重：总长 L=166.4-24×5=154.4m
总重Gk1=6.151Kn/m×154.4m=949.71KN
(五)板重力荷载标准值：
表2-10 板重力荷载标准值计算表
（六）各层自重标准值的计算：
1.首层（墙+梁+板+柱）
G K=949.71/2KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.938KN=12376.63KN
2.标准层（墙+梁+板+柱）
G K=949.71KN+4079.47KN+6306.37KN+1515.938KN=12851.49KN
3.顶层（墙+梁+板+柱）
G K=949.71/2KN+1122.2KN+4079.47KN+6877.44KN+1515.938KN=14544.758KN
（七）重力荷载代表值的计算：
重力荷载代表值G取结构和构件自重标准值和可变荷载组合值之和，各可变荷载组合值系数取为a.雪荷载：0.5 b.屋面活荷载：0.0 c.按等效均布荷载计算的楼面荷载:0.5.
1. 首层（墙+梁+板+柱）
G1=12376.63+0.5×(1627.74+25.2)×3.8=15517.22 KN
2. 标准层（墙+梁+板+柱）
G i =12851.49+0.5×(1627.74+25.2)×3.8=15992.08 KN
3. 顶层（墙+梁+板+柱）
G 5 =14544.76+0.65×1728×0.5=15106.36 KN （八） 等效总重力荷载代表值的计算:
本设计抗震设防烈度7度，设计地震分组为第一组，场地类别为III 类，差得T g = 0.45s ，
αm ax =
0.08s ，取阻尼比为0.05。

结构的总重力荷载代表值为：
∑=n
i i
G
1
=15517.22+15992.08×3+15106.36=78599.82 KN
结构的等效总重力荷载代表值为： G eq = 0.85
∑=n
i i
G
1
=66809.847 KN
图2-3 荷载示意图
3.2.4纵向水平地震作用下框架的内力计算
（一） 结构顶点假象位移的计算
（一）表2-11 结构顶点假象位移的计算表
1.基本自振周期T1（s ）可按下式计算：
T1=1.7ψT （uT ）1/2
注：uT 假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi 作为水平荷载而算得的结构顶点位移。

ψT 结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。

uT 按以下公式计算：
VGi=∑Gk
（△u ）i= VGi/∑D ij uT=∑（△u ）k
注：∑D ij 为第i 层的层间侧移刚度。

（△u ）i 为第i 层的层间侧移。

（△u ）k 为第k 层的层间侧移。

s 为同层内框架柱的总数。

T 1=1.7×T
ψT u =1.7×0.7×3445.0=0.70s
2.水平地震作用及楼层地震剪力的计算：
1α=9
.01⎪⎪⎭
⎫ ⎝⎛T
T g αm ax =9
.070.045.0⎪⎭
⎫
⎝⎛×0.08=0.054
F EK = 1
α∑=n
i eq
G
1
=1α×0.85×
∑=n
i i
G
1
=0.054×66809.847=3607.73 KN
由于1.4 T g =1.4×0.45=0.63s< T 1=0.7s 所以要考虑顶部附加水平地震作用 按规范查的n δ= 0.08 T 1+0.01=0.066.
5F ∆=0.066×3607.73=238.11 KN
各质点水平地震作用按下式计算：
F i =
∑=n
i i
i
i
i H
G H G 1
F EK (1-δn)
表2-12 各质点纵向水平地震作用及楼层地震剪力计算表
∑GiHi =1057399.83
Fi=3607.73（1-0.66）
∑j
j i
i H G H G =3369.62
3.纵向水平地震作用下位移的计算：
根据《建筑抗震设计规范》GBJ11-89的要求，本结构须进行多遇地震作用下的抗震变形验算，要对结构的变形加以限制，使其层间弹性位移以及结构顶点位移不超过一定的限值。

对于砌体填充墙的框架结构，其层间弹性位移限值为h U
∆≤5501。

本结构变形计算如下表所示：
表2-13 结构变形计算表
由上表可知，结构层间相对位移
i
h i U 均小于
550
1
，故其层间弹性位移满足要求。

4. 水平地震作用下框架内力的计算（B 轴）
图2-7 B-B 剖面图
底部剪力法计算出来的每层的地震剪力，按照每榀框架的刚度比值分配到每榀框架上，而每榀框架的地震剪力按柱的刚度比值分配到每一根柱上，最后以反弯点法求结构的内力。

现以KJ-C 为例，其内力的计算如下：
Vij=DijV i /∑Dij M bij=Vijyh Muij=Vij （1-y ）h y=y0+y1+y2+y3
注：1. y0框架柱的标准反弯点高度比。

2. y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。

3. y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。

4. y 框架柱的反弯点高度比。

表2-14 各层柱端弯矩及剪力计算表
层
i h i
V ∑ D ij 边柱B-1
表2-14 梁端弯矩及剪力的计算表
表2-15 柱端轴力的计算
3.3标准层板、次梁的结构计算
楼面梁格布置
荷载计算
① 活荷载标准值：k q =3.52
/KN m
恒载标准值：
k g =3.82/KN m
② 活荷载设计值:q= 4.9 2/KN m 恒载设计值：g=4.562/KN m ③ 24.94.567.01/22
q g KN m +
=+= 2
/2 2.45/q KN m =
2g q 9.46/KN m +=
3.3.1 板的结构计算
（一）方案确定（弹性理论）双向板计算
1. 计算跨度AB 区格板： 01 3.6l m = 02 6.6l m =
2. 弯矩的计算： A 区格：
（1）满布荷载时 24.9
4.567.01/22
q g KN m +
=+=，布于板上时 3.60.556.6lx ly =
=
支撑方式：两邻边简直，两邻边固定。

查表得：0.0529x m = 0.0104y m = 00.1140M x =- 0
0.0785M Y =- （2）间隔布置时 2
/2 2.45/q KN m ±= 支撑方式：四边简支。

查表得：0.0892x m = 0.0210y m =
（3）支座负弯矩 2
g q 9.46/KN m += 支撑方式：两邻边简直，两邻边固定。

00.1140M x =- 0
0.0785M Y =-
B 区格：（1）满布荷载时 24.9
4.567.01/22
q g KN m +
=+=，布于板上时 3.60.556.6lx ly =
= 支撑方式：三边固定，一边简支。

查表得：0.0398x m = 0.0042y m =
（2）间隔布置时 2
/2 2.45/q KN m ±= 支撑方式：四边简支。

查表得：0.0892x m = 0.0210y m =
（3）支座负弯矩 2
g q 9.46/KN m += 支撑方式：三边固定，一边简支。

00.0827M x =- 0
0.0570M Y =-
A 板：
22
10101
11()()()22
x y y x m m vm g q l m vm ql =++++ =（0.0529+0.2×0.0104）×7.01×2
3.6+(0.0210+0.2×0.0892) ×2.45×2
3.6
=6.23kN ·M
22
20101
11()()()22
y x x y m m vm g q l m vm ql =++++ =（0.0104+0.2×0.0529）×7.01×2
3.6+(0.0892+0.2×0.0210) ×2.45×2
3.6
=4.87kN ·M
,2
21010.1140()0.11409.46 3.613.98*m g q l kN M =-+=-⨯⨯=- ,222010.0785()0.07859.46 3.69.62*m g q l kN M =-+=-⨯⨯=-
B 板：
22
1010111()()()22
x y y x m m vm g q l m vm ql =++++
=（0.0398+0.2×0.0042）×7.01×2
3.6+(0.0210+0.2×0.0892) ×2.45×2
3.6
=4.93kN ·M
22
20101
11()()()22
y x x y m m vm g q l m vm ql =++++ =（0.0042+0.2×0.0398）×7.01×2
3.6+(0.0892+0.2×0.0210) ×2.45×2
3.6
=4.07kN ·M
,2
21010.0827()0.08279.46 3.610.14*m g q l kN M =-+=-⨯⨯=- ,222010.057()0.0579.46 3.6 6.99*m g q l kN M =-+=-⨯⨯=-
3. 截面设计
截面设计：截面有效高度：选8φ钢筋作为受力钢筋，则01l 短跨方向跨中截面
mm d c h h 10128
15120201=--=-
-= 02l 方向跨中 mm d
c h h 932
302=--=
支座截面处均为101mm 。

截面弯矩设计值：该板四周与梁整浇，故弯矩设计值按如下折减：B 区格
的跨中截面与各支座截面折减20%；
A 区格的跨中截面不予折减；
计算配筋量，取内力臂系数S r =0.95 0
0.95S y m
A f h =截面配筋如下：
3.3.2 次梁的结构计算
（一）次梁与主梁采用现浇混凝土C30钢筋采用HRB400级。

主梁尺寸350mm ×750mm 次梁尺寸250mm ×600mm
计算跨度 01166003006300n l l mm ===-= 02270003006700n l l mm ===-= （二）次梁按塑性内力重分布法计算，截面尺寸及计算简图如下：
（三） 荷载
恒载：g=1.2×[3.8×3.6+（0.6-0.12）×0.25×25]=20.022
/kn m 活载：q=1.4×3.5×3.6=17.642
/kn m
全部荷载设计值 g+q=20.02+17.64=37.662
/kn m
跨度差 (67006300)/6700 5.9%10%-=<所以可按等跨连续梁计算。

（四） 次梁内力
1.次梁弯矩设计（各跨跨中弯矩设计值及个支座弯矩设计值列于下表）
2m o M pl α=
2.次梁剪力计算 n l vb V p α=
3. 配筋计算
（1）正截面承载力计算
次梁跨中截面按T 形截面计算 翼缘宽度为: 边跨b f =6700/3=2233mm b Sn <+取b f =2233mm 中间跨 b f =6300/3=2100mm b Sn <+取b f =2100mm
b=250mm h=600mm h o =600-40=560mm h f = 120mm fc=14.3N/mm 2
f y =360 N/mm 2
/
/
1(/2)1915.91*c f f o f f b h h h kN m α-=<M
故次梁边跨跨中截面按第一类T 形计算，同理中跨也按T 形计算 次梁支座截面按矩形截面计算
次梁各跨中截面和各支座截面配筋计算列于下表：
As/mm 2
36 23 718 463 557
实际配筋
216
φ（402）
216
φ（402）
316
φ (603)
216114φφ+ (556)
220116φφ+ (829)
120
φ+216
φ
(716)
216
φ+
114φ
555
316φ
(603)
注2s c c o M f bh αα=
112s ζα=-- c
o y
f As bh f ξ= 已经验算最小配筋率 （2）斜截面受剪承载力
b=250mm h o =600-40=560mm fc=14.3N/mm 2
f y =210 N/mm 2
验算截面尺寸
h w =h o -h f ’=560-120=440mm
440 1.764300
w h b ==< 0.25500.5144.99c c o f bh kn V kn β=>=（截面尺寸满足要求） 10.70.7 1.43250560140.14131.81t o f bh kn V kn =⨯⨯⨯=>=内
不需配腰筋，按构造配筋即可 选用
8@200双肢箍筋
Vcs=0.7214.1131.81t o yr o Asv
f bh f h kn kn s
+=>（满足）
验算配箍率
250.3 1.43
0.2%0.240.16%250200210
Asv bs ρ⨯=
==>=⨯(满足) 3.4 楼梯结构计算
3.4.1楼梯概况
本工程楼梯为现浇整体板式楼梯，踏步尺寸150mm ⅹ300mm 层高450 0mm ；采用混凝土强度等级C35,
板采用HPB235级，梁采用HRB335级，楼梯上均布活荷载标准值 q=3.5KN/㎡。

计算①②轴线第二层楼梯。

3.4.2楼梯板的设计
（一）梯段板数据
踏步宽b=300mm，踏步高h=150mm，
故tgα=150/300=0.5，楼梯倾角α=31°，所以cosα=0.857
（二）确定板厚
板厚要求 h=
39003900
~~(130~156)
30253025
n n
l l
mm
==取板厚120mm.
（三）荷载计算：
20厚花岗石楼板（0.3+0.18）×0.02×15.4/0.3=0.49KN/m 20厚水泥砂浆找平（0.3+0.18）×0.02×20/0.3=0.64KN/m 三角形踏步重0.5×0.3×0.18×25/0.3=2.25 KN/m
混凝土斜板0.12×25/0.857=3.5KN/m
板底抹灰0.02×17/0.857=0.397KN/m
恒载标准值 7.23.KN/m 恒载设计值 8.68 KN/m 活载标准值 3.5 KN/m 活载设计值 4.9 KN/m
荷载总计 g+q=8.68+4.9=13.58 KN/m （四）内力计算
跨中弯矩=
101（g+q ）2n l =10
1ⅹ13.58ⅹ2
3.9=20.66 KN/m （五） 配筋计算
板中a s =20mm ，故h 0=h-a s =120-20=100mm
αs =2
0cm bh f M
=2
610010009.110.11020.66⨯⨯⨯⨯=0.174 查表得：ξ=0.0912
∴A S =ξ
y
cm f f bh 0=1031mm 2
选φ8@100，(A S =1041mm 2
) 分每级踏步下配一根φ8分布筋。

3.4.3平台板计算
（一） 确定板厚
板跨度0l 取1.8m 。

取1m 板带进行计算 平台板厚h=
135L =1
35
×1.8=51.4mm 取80厚
（二） 荷载计算
20厚花岗石楼板 15.4×0.02=0.30KN/m
20厚水泥砂浆找平
0.02×20=0.40KN/m
平台板
0.08×25=2.0KN/m
板底抹灰 0.02×17=0.34KN/m
恒载标准值 3.04KN/m 恒载设计值 3.65 KN/m 活载标准值
3.5KN/m
活载设计值 4.9 KN/m 总荷载 P=1.2g+1.4q=8.55KN/m （三）内力计算
M=
81Pl 2=8
1×8.55×1.82
=3.46KNm （四）配筋计算
板中a s =15mm ，故h 0=h-a s =80-20=80mm
αs =2
0cm bh f M
=2
66010009.1111046.3⨯⨯⨯⨯=0.081 查表得：ξ=0.041
∴A S =ξ
y
cm f f bh 0=0.042×21011.9×1000×80=280mm 2
选φ8@150，(A S =335mm 2
)
3.4.4平台梁计算
（一）平台梁截面
0200400; 3.6b h mm mm m ⨯=⨯=跨度l
（二） 荷载计算
平台板传来自重 8.55×1.8/2=7.69KN/m 梯段板传来
13.58×3.9/2=26.48KN/m
平台梁自重 1.2×0.2×（0.4-0.08）×25=2.85KN/m 平台梁粉刷 1.2×0.02×（0.2+0.4×2-0.08×2)=0.384KN/m
恒载设计值 37.44KN/m （三） 内力计算
M=81Pl2=81
×37.44×3.62=60.65KNm
Q=21Pl=21
×37.44×3.6=67.39KN
（四） 配筋计算
平台梁按倒L 形计算，,,
5300580700f f b b h mm =+=+⨯=梁的有效高度040035365h mm =-=
断截面类型; ,,,
0(0.5)216.58.60.65.f f c f b h f h h kn m kn m -=> 故属于第一类T 形截面：
αs =20cm bh f M
=2
6365
7009.1111065.30⨯⨯⨯⨯=0.055 ξ
= 10.028=
10.50.986s γξ=-=
20
469s S y M
A mm f h γ=
=选配3φ18（实配2615s A mm =）
V u =0.7f t bh 0=0.7×1.27×300×365=97.35KN ＞Q=67.39KN
所以可以按照构造配箍筋，选φ8@200。

3.5基础结构计算
C30混凝土，ft=1100Kpa fc=9600kpa 选HPB335钢筋，fy=3002
/N mm
3.5.1桩承载力设计值计算
桩取350mm ×350mm 桩长12m (12.0-1.8+0.35+0.1=10.65m)穿越厚度10.2l m =的粉质粘土
132s k q Kpa =，23l m =的粘土250s k q Kpa =，3 4.5l m =，粉质粘土340s k q Kpa = 4 2.5l m = 的粉土455s k q Kpa =，5 1.8l m =粉土夹粉砂560s k q Kpa =。

桩顶离地面1.7m
桩入土深度h=1.7+0.2+3+4.5+2.5+1.8=13.7m 预制桩的修正系数为1.0 查的桩的极限端阻力标准值3300pk q kpa =。

故单桩竖向极限承载力标准值为：
0.354(0.232350 4.540 2.555 1.860)33000.350.351218.91uk sk pk P sik pk p i Q Q Q U q l q A kN
=+=+=⨯⨯⨯+⨯+⨯+⨯+⨯+⨯⨯=∑sk s pk p R=Q /γ+Q /γ=814.66/1.65+404.25/1.65=738.7KN.
3.5.2上部传来荷载
中柱v=8.48kn M=12.48kn*m N=2749.28kn
边柱v=13.92kn M= 1689.44kn*m N=7.36kn 角柱 v=13.04kn M= 19.2kn*m N=1079.76kn 墙传来7.87.256.16KN
⨯=
3.5.3承台计算
（一）中柱
初选桩数
N>F
=
R
56.16+2749.28
738.7
=3.8
暂时取4根桩 s=3d=3×0.35=1.05按矩形布置。

初选承台尺寸
a=b=2×0.35+1.05=1.75m
承台埋深 1.8m承台高0.8m桩顶伸入承台100mm钢筋保护层厚度取35mm有效高度为ho=0.8-0.1-0.35=665mm
计算桩顶荷载设计值：
2805.4420 1.75 1.75 1.8
728.92738.74
F G N KN n ++⨯⨯⨯=
==< max
733.51 1.2886.44max
min 724.330
2
()728.92 4.59{KN R KN
KN i
M vh x N N KN x
<=>+=±
=±=∑ 基桩水平力设计值
1/8.48/4 2.12H V n KN ===小于单桩水平承载里设计值。

承台受冲切承载力验算 柱边冲切
0.133/0.6650.2(0.2~1.0ox
ox o
a h λ=
==满足）
0.72
1.80.72ox ox αλ==+
0.2oy
oy o
a h λ== 0.72
1.80.72
oy oy αλ=
=+
2[()()]3333.882805.44ox c oy oy c cx t o b a h a f h KN KN αα+++=>
角桩向上冲切：
从角桩内边缘至承台的距离C1=C2=0.35×3/2=0.525m
10x x a a = 10x x λλ= 10y y a a = 10y y λλ=
10.48
1.20.20.2x α=
=+
10.48
1.20.20.2
y α=
=+
121111[(/2)(/2)]1038.44733.51x y y x t o c a c a f h KN αα+++=>（可以）
承台受剪切承载力计算:：
00.20.30.3x x λλ==<取
0.12
0.20.3
βλ=
=+剪切系数
0.29600
1.750.6652234.41467.02c o o f b h KN KN β=⨯⨯⨯=>
承台受弯承载力计算:
2728.90.275400.895i i X M Ny kn m ==⨯⨯=•∑
22232.80.9Mx
As mm fyho
=
=
选用
14@150 （2
2488s A mm =）平行于y 轴方向均匀布置
2733.510.275403.43.My NiXi kn m ==⨯⨯=∑
6
2403.43102246.890.90.9300665
y o My As mm f h ⨯===⨯⨯
选用14@150（2
2488s A mm =）平行于x 轴方向均匀布置
（二）边柱
初选桩数 N>
F =R 1689.44+56.16738.7
=2.36
暂时取3根桩 s=3d=3×0.35=1.05，按三角形布置。

初选承台尺寸
承台边长a=b=c=2×0.35+1.05=1.75m
承台埋深 1.8m 承台高0.8m 桩顶伸入承台100mm 钢筋保护层厚度取35mm 有效高度为ho=0.8-0.1-0.35=665mm 计算桩顶荷载设计值：
21745.620 1.8 1.754597.8738.73
F G
N KN n
+⨯+=
==<
max
609.541.2886.44max
min 586.060
2
()597.811.74{R KN
KN i
M vh x N N x <=>+=±
=±=∑ 基桩水平力设计值
1/13.92/3 4.64H H n ===小于单桩水平承载力设计值。

承台受冲切承载力验算 柱边冲切
0.133/0.6650.2ox
ox o
a h λ=
==取0.2 0.72
1.8
0.72ox ox αλ==+ 0.2oy
oy o
a h λ== 0.72
1.8
0.72oy oy αλ=
=+
2[()()]1745.6ox c oy oy c cx t o b a h a f h kn αα+++>
承台受弯承载力计算
()3597.8 1.05/20.25493.185i i x M Ny kn m ==⨯⨯-=•∑
227460.9Mx
As mm fyho
=
=
选用18
12平行于y
轴方向均匀布置 2
2770s A mm =
2609.54(1.05/20.25)335.25My NiXi kn m ==⨯⨯-=•∑
6
2335.25101867.10.90.9300715
y o My As mm f h ⨯===⨯⨯
选用16
14 平行于X 轴方向均匀布置
（三）角柱:
初选桩数 N>
F =R 56.16+1079.76 1.54738.7
= 暂时取2根桩 s=3d=3×0.35=1.05按矩形布置。

初选承台尺寸
a=b=2×0.35=0.7m b=2×0.35+1.05=1.75 m
承台埋深 1.8m 承台高0.8m 桩顶伸入承台100mm 钢筋保护层厚度取35mm 有效高度为ho=0.8-0.1-0.35=665mm 计算桩顶荷载设计值：
(1079.7627.3)20 1.750.7 1.8
575.58738.72
F G N KN n +++⨯⨯⨯=
==<
max 603.8 1.2886.44max
min 547.360
2
()575.58 4.59{KN R KN
KN i
M vh x N N KN x
<=>+=±
=±=∑ 基桩水平力设计值
1/13.04/2 6.52H V n KN ===小于单桩水平承载里设计值。

承台受冲切承载力验算 柱边冲切
0.133/0.6650.2(0.2~1.0ox
ox o
a h λ=
==满足）
0.72
1.80.72ox ox αλ==+
0.2oy
oy o
a h λ== 0.72
1.80.72
oy oy αλ=
=+
2[()()]1666.941107.06ox c oy oy c cx t o b a h a f h KN KN αα+++=>
角桩向上冲切：
从角桩内边缘至承台的距离C1=C2=0.35×3/2=0.525m
10x x a a = 10x x λλ= 10y y a a = 10y y λλ=
10.48
1.20.20.2x α=
=+
10.48
1.20.20.2
y α=
=+
121111[(/2)(/2)]1038.44733.51x y y x t o c a c a f h KN αα+++=>（可以）
承台受剪切承载力计算:：
00.20.30.3x x λλ==<取
0.12
0.20.3
βλ=
=+剪切系数
0.29600 1.750.6652234.41207.6c o o f b h KN KN β=⨯⨯⨯=>
承台受弯承载力计算:
575.58(1.05/20.25)158.28i i X M Ny kn m ==⨯-=•∑
2881.50.9Mx
As mm fyho
=
=
选用8
16（2
904.8s A mm =）平行于y 轴方向均匀布置
3.5.4基础梁设计
取一柱下的基础梁进行设计，其余基础梁的计算与其类似。

取基础梁截面尺寸为300×800 取AS=50MM
ASMIN=0.2%×300×750=450MM2
434.8kN 104348.06
10N N max ===
基础梁上均布荷载m /13.64kN
m
138.11kN 913.6481
ql 81M 22⋅=⨯⨯==
350m m
502/800a 2h 317m m 10434.810138.11N M e s 360=-=-<=⨯⨯==
属于小偏心受拉构件
667mm 503172/800'a e 2h
'e s 0=-+=-+=
33mm
503172/800'a e 2h
e s 0=--=--=
2
3s 0y 0s 1381.00mm )
50750(30066710434.80.1)'a h (f '
Ne A =-⨯⨯⨯⨯=-≥γ
配置618Φ，实际AS=1527MM2
2
3s 0y 0s 68.33mm )
50750(3003310434.80.1)'a h (f '
Ne A'=-⨯⨯⨯⨯=-≥γ
配置218Φ，实际AS=509MM2
ΡSVMIN=0.24×FT/FYV=0.24×1.43/300=0.14% 根据构造，箍筋配置为Φ8@100。

. .。