楼面梁板设计(全套计算书)

楼面梁板设计（全套计算书）

2.1 材料和截面选择 2.1.1 材料选择

33

楼面：30mm厚水泥砂浆面层（20KN/m）,20mm厚石灰砂浆抹底（17 KN/m）

22

混凝土采用C25 fc=11.9N/mm,ft=1.27 N/mm

22

钢筋：梁选用HRB400,fy=360 N/mm;板选用HPB235,fy=210N/mm

2.1.2 截面选择 （1）跨度的确定

主梁的跨度为L=7000mm；

次梁的跨度为6000mm，主梁跨内布置两根次梁； 板的跨度为2500mm。 （2）板厚确定

最小厚度必须满足≥60mm

连续单向板h=（1/40~1/30）L=（1/40~1/30）×2500=62.50~83.33mm 连续双向板h=（1/45~1/35）L=（1/45~1/35）×2500=55.56~71.43mm 对于工业的楼盖板，要求h≥80mm，因此，

屋面板及楼面板板厚均取h=100mm，h0=100-20=80mm。 （3）次梁截面尺寸的确定

截面高度h=（1/18~1/12）L=（1/18~1/12）×6000=333.33~500mm，取h=450mm 截面宽度b=（1/3~1/2）h=（1/3~1/2）×450=150~225mm，取b=200mm （4）主梁截面尺寸的确定

截面高度h=（1/8~1/12）L=（1/8~1/12）×7000=875~583mm，取h=700mm 截面宽度b=（1/3~1/2）h=（1/3~1/2）×700=233~350mm，取b=300mm

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图2-1楼面梁板布置图

2.2 楼板设计

板的恒荷载标准值：

25N/m20厚水磨石面层 0.6k

20厚水泥砂浆找平层 0.02*20＝0.4kN/m 80厚钢筋混凝土现浇板 0.08*25＝2kN/m 15厚1:1:4水泥石灰砂浆板底找平 0.015*17＝0.255kN/m 恒载： gk3.305kN/m2 活载： qk515kN/m2

恒荷载分项系数取1.2；因为仓库楼面活荷载标准值大于4.0kN/m，所以活荷载分项系数取1.3。

于是板的设计值总值：gq＝1.2gk1.3qk 1.2*3.3051.3*510.47kN/m2 2、板的计算简图：

22221532333213323332133208023002333

板的几何尺寸简图取板带宽b＝1m为单元计算,次梁截面为200mm450mm，现浇板在墙上的支承长度不小于100mm，取板在墙上的支承长度为120mm。按塑性内力重分布设计，板的计算边跨：l01ln1/2h233312010080/22153mm 中跨：l02ln23332002133mm

2.2.1 荷载

按塑性理论计算 永久荷载标准值：

2

30mm厚水泥砂浆面层： 0.03*20=0.6KN/m

2

100mm厚混凝土板： 0.08*25=2KN/m

2

20mm厚石灰砂浆抹底： 0.02*17=0.34KN/m

2

合计： 2.94KN/m

2

永久荷载设计值： g=1.2*3.44=4.13KN/m

2

可变荷载设计值： q=1.4*3.5=4.90KN/m

2.2.2 配筋计算

计算跨度l0=ln=2.5-0.2=2.3m,取b=1000m,h=100mm,h0=h-20=80mm 取一米板带，简化为五跨，中间三跨相等。

计算简图如图所示：

共 62 页 第 2 页

板配筋计算表

截面 弯矩系数 弯矩M(KN·M) 端支座 -1/16 -2.986 0.033 0.034 185 Φ8@150 335 边跨跨中 1/14 3.412 0.037 0.038 207 Φ8@150 335 离端第二支座 -1/11 -4.343 0.047 0.048 261 Φ8@150 335 第二跨跨中 1/16 2.986 0.033 0.034 185 Φ8@150 335 中间支座 -1/14 -3.412 0.037 0.038 207 Φ8@150 335 中间跨跨中 1/16 2.986 0.033 0.034 185 Φ8@150 335 sM/1fcbh02 112s Asbh0fc/fy 选配(mm2) 实际As(mm2) 板长边方向构造钢筋：Φ8@150 板中垂直主梁构造钢筋：Φ8@150

2.3 次梁设计

2.3.1 荷载

永久荷载：由板传来： 4.13*2.5=10.325 KN/m 次梁自重； 1.2*25*0.2*（0.45-0.08）=2.22 KN/m 梁侧抹灰： 1.2*17*0.02*（0.45-0.08）*2=0.302 KN/m

g=12.847 KN/m

可变荷载：由板传来：q=4.9*2.5=12.25 KN/m 所以g+q=25.097 KN/m l0=ln=6-0.3=5.7m

2.3.2 次梁正截面配筋计算

对于跨内正弯矩处截面计算宽度取：bfl0/36000/32000mm； 对于支座负弯矩处截面计算宽度取：b200mm； 梁的计算高度：h0hs45035415mm

/共 62 页 第 3 页

截面 弯矩系数 弯矩M(KN·M) 端支座 -1/16 -50.96 边跨跨中 1/14 58.24 离端第二支座 -1/11 -74.13 第二跨跨中 1/16 50.96 中间支座 -1/14 -58.24 中间跨跨中 1/16 50.96 sM/1fcbh02 sM/1fcb/fh02 112s Asbh0fc/fy 0.103 0.118 0.150 0.103 0.118 0.103 0.098 0.126 0.163 0.098 0.126 0.098 Asbh0fc/fy 选配(mm2) 实际As(mm2) /f323 415 537 323 415 323 2Φ16 402 2Φ20 628 4Φ16 804 2Φ16 402 2Φ20 603 2Φ16 402 2.3.3 次梁斜截面配筋计算 斜截面 剪力系数 剪力V（KN） 端支座内侧 0.5 71.53 第二支座外侧 0.55 78.68 第二支座内侧 0.55 78.68 中间支座外侧 0.55 78.68 中间支座内侧 0.55 78.68 296.725＞V 83.083＜V 0.007 Φ8@200 0.25cfcbh0 0.7ftbh0 296.725＞V 296.725＞V 296.725＞V 296.725＞V 83.083＞V 按构造配筋 Φ8@200 83.083＜V 0.007 Φ8@200 83.083＜V 0.007 Φ8@200 83.083＜V 0.007 Φ8@200 AsvV0.7bh0ft S1.25fyh0选配(双肢箍)

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2.4 雨蓬设计

2.4.1 荷载

2

100厚钢筋混凝土板： 0.1*25=2.5 kN/m

2

20厚抹灰： 0.02*20=24 kN/m

2

20厚面层： 2.02*17=0.34 kN/m

2

所以小计： 3.24 kN/m

2

永久荷载设计值： g=1.2*3.24=3. kN/m

2

活荷载设计值： q=1.4*3.5=4.9 kN/m L=2000m，h0=80mm，取1m板带

M1(gq)*l2*19.8kNm 2sM/1fcbh029.8106/1.014.310008020.107

112s1120.1070.113

Asbh0fc/fy0.11310008014.3/210615.58mm2

选配

2Φ8@80（As629mm），分布筋选用

Φ6@100。

2.5、板式楼梯设计

2.5.1、梯段板设计

图2-2楼梯示意图

斜板水平跨度ln3510mm；

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板厚t(1/25~1/30)ln140.4~117mm，取t120mm； 取1m板宽计算荷载

20mm水泥砂浆面层： 20*0.02*（0.27+0.15）/0.27=0.622 kN/m2 120mm钢筋混凝土板： 0.12*25/cosθ=3.432 kN/m2 三角形踏步： 0.5*0.15*0.27*25/0.27==1.875 kN/m2 20mm底面粉刷层： 0.02*17/ cosθ=0.3 kN/m2 合计： 6.318 kN/m2 永久荷载设计值： g=1.2*6.318=7.582kN/m2 活荷载设计值： q=1.4*3.5=4.9 kN/m2 合计： 12.482kN/m2 正截面配筋：Mmax12(gq)l015.378kNm/m 10h=120mm，b=1000mm，h0=120-20=100mm

sM/1fcbh0215.378106/1.014.3100010020.108

112s1120.1080.115

Asbh0fc/fy0.115100010014.3/210783.1mm2

选配

210@100（As785mm）；

分布筋每踏步设1

2.5.2、平台板设计

8，支座负筋采用10@200。

t=80mm，L1=1200mm 取1m宽计算荷载

20mm水泥砂浆面层： 20*0.02=0.4 kN/m2 80mm钢筋混凝土板： 0.08*25=2 kN/m2 20mm纸筋灰粉底： 0.02*17=0.35 kN/m2 合计： 2.75 kN/m2 永久荷载设计值： g=1.2*2.75=3.30 kN/m2 活荷载设计值： q=1.4*3.5=4.9 kN/m2 合计： 8.20kN/m2

h=80mm，b=1000mm，h0=80-20=60mm 正截面配筋：Mmax12(gq)l11.474kNm/m 8sM/1fcbh021.474106/1.014.310006020.029

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112s1120.0290.029

Asbh0fc/fy0.02910006014.3/210118.5mm2

选配

2.5.3、平台梁设计

梁截面尺寸取200*350；

由板传来的荷载： 1.2*8.19/2=4.914kN/m 楼梯段传来的荷载： 3.51*12.482=43.81 kN/m 平台梁自重： 1.2*0.35*0.2*25=2.10 kN/m 梁侧抹灰： 1.2*0.02*（0.35-0.08）*2*17=0.221kN/m 合计： 51.05 kN/m

28@200（As251mm），分布筋采用8@200。

l03.00.10.052850mm，h035035315mm

按倒L梁计算正截面：

b/fb5h/f210580600mm，h0315mm，属于第一类T型截面；

跨中弯矩：M12(gq)l055.53kNm 81(gq)l075.30kN 2支座处剪力：VsM/1fcbh0255.53106/1.014.360031520.065

112s1120.0650.067

Asbh0fc/fy0.06760031514.3/360503mm2

选配2

218（As509mm）；架立筋采用2

12。

斜截面计算：

hwh0h/f31580235mm，hw/b235/2001.17＜4

截面尺寸按下式验算：

0.25cfcbh00.251.014.3200315225.225kN＞V，截面符合要求。 0.7ftbh00.71.4320031563.063kN＜V，按计算配筋；

AsvV0.7bh0ft0.15 S1.25fyh0 选配：8@200，

Asv0.57，符合要求。 S共 62 页 第 7 页

3 柱轴压比验算

3.1、荷载计算

楼层次梁传递的荷载： g112.847677.08kN 主梁自重加抹灰：

g20.30.60.08250.020.60.082172.51.212.76kN

楼层板传递的荷载： g34.1362.561.95kN 上层柱自重加抹灰： g40.50.5250.5240.02173.91.232.56kN 底层柱自重加抹灰： g50.50.5250.5240.02175.251.243.83kN 纵向联系梁自重加抹灰：

g60.30.60.08250.020.60.0821761.230.63kN

边梁自重加抹灰： g7g630.63kN 女儿墙自重加抹灰：g80.2190.60.020.620.241761.219.94kN 屋面用二毡三油绿豆砂：0.35 KN/m2

屋面附加层重量： g90.3562.51.26.30kN 外墙自重加抹灰： g100.243.90.660.52.14.8191.2

0.023.90.660.52.14.82171.250.75kN

三层轴向荷载：N32g1g2g9g2g3g6g9g4336.48kN 二层轴向荷载：N2N32g1g2g2g3g4g6g4686.62kN 底层轴向荷载：N1N22g1g2g2g3g4g6g51048.03kN 3.2、轴压比计算

N11048.03103所以最底层轴压比： 0.29＜0.9

bhfc50050014.3所以轴压比满足。

4 框架计算

4.1、恒载计算

4.1.1、框架示意图

根据地质资料，基础埋深为自然地坪以下1.6m，同时室内外高差为450mm，确定基础底面标高为-2.050m（相对标高）。

基础梁高h1/4～1/8柱距1/4～1/863001575～787.5mm，取基础梁高h1000mm，由此得底层柱计算高度为H4.22.051.05.250m。

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图4-1框架示意图

4.1.2、荷载计算

楼层次梁传递的荷载： g112.847677.08kN

主梁自重加抹灰：

g20.30.60.08250.020.60.082172.51.212.76kN

楼层板传递的荷载： g34.1362.561.95kN 上层柱自重加抹灰：

g40.50.5250.5240.02173.91.232.56kN 底层柱自重加抹灰：

g50.50.5250.5240.02175.251.243.83kN

纵向联系梁自重加抹灰：

g60.30.60.08250.020.60.0821761.230.63kN

边梁自重加抹灰： g7g630.63kN 女儿墙自重加抹灰：

g80.2190.60.020.620.241761.219.94kN

屋面用二毡三油绿豆砂：0.35 KN/m2

屋面附加层重量： g90.3562.51.26.30kN 外墙自重加抹灰： g100.243.90.660.52.14.8191.2

0.023.90.660.52.14.82171.250.75kN

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楼层跨间荷载：P1g1g2.84kN 顶层跨间荷载：P2g1g2g996.14kN

二、三层中间节点：P3g2g3g4g6137.90kN

二、三层边节点：P4g2/2g3/2g4g7g10151.30kN 顶层中间节点：P5g2g3g6g9111.kN

顶层边节点：P6g2/2g3/2g7g9/2g891.08kN 4.1.3、荷载示意图

图4-2恒荷载示意图

4.1.4、刚度计算

梁中考虑现浇板的作用，取I2I0；

除底层外，其余柱线刚度乘0.9折减，传递系数：底层0.2，其余：1/3。 柱截面惯性矩：Ic梁截面惯性矩：Ib10.50.535.208103m4 1210.30.635.4103m4 12343梁线刚度： ib2EcIb/l2Ec5.410/7.514.4010Ecm 34上层柱线刚度： icEcIc/hEc5.20810/3.913.351034底层柱线刚度： icEcIc/hEc5.20810/5.259.92103Em Em

c3c

4.1.5、弯矩计算（分层法）

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图4-2上层弯矩分配系数示意图

图4-3中间层弯矩分配系数示意图

图4-4底层弯矩分配系数示意图

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图4-8最终弯矩图(KN·M) （对称）

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图4-9剪力图(KN) （反对称）

图4-10轴力图(KN) （对称）

4.2、地震作用计算

4.2.1、荷载计算

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重力荷载代表值：

G4383kN G36391kN G28657kN G19065kN

总重力荷载代表值：GEG1G2G3G424496kN

图4-11 层间模型计算简图

4.2.2、刚度计算

62混凝土C30弹性模量：Ec3010kN/m

44中间框架梁：Ib2I00.0108m，ibEcIb/l4.3210kNm 44边跨框架梁：Ib1.5I00.0081m，ibEcIb/l3.2410kNm 4底层框架柱：icEcIc/h2.9810kNm 4上层框架柱：icEcIc/h4.0110kNm

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框架 层高 柱柱 数 i α 12icD 楼层D DD0 2h44410kN/m 10kN/m10kN/m 410kN/m D01.107 11.07 二、三层中间框架 10 3.9 10 边1.077 柱 中2.155 柱 边0.808 柱 中1.616 柱 边1.450 柱 中2.9 柱 边1.087 柱 中2.174 柱 0.350 0.519 3.1 1.2 16.42 36.79 二、三层边框架 4 3.9 4 0.288 0.911 3.4 0.447 1.414 5.656 底层中间框架 10 5.2 10 0.565 0.747 7.47 0.694 1.322 0.917 9.17 22.75 4 边框架 5.2 4 0.514 0.680 2.72 0.1 0.847 3.388 4.2.3、自振周期计算

抗震设防烈度为7度，Ⅳ类场地，近震，Tg0.9s，max0.08。

层次 Gi(kN) 6391 8657 9065 Gi(kN) 6391 15048 24113 D(kN/m) 367900 367900 227500 uiui1G Diui(m) 0.13 0.1469 0.1060 3 2 1

0.0174 0.0409 0.1060 填充墙折减系数0.85

T11.70umax1.70.850.130.59s

因为T1Tg，所以1max0.08，n0 4.2.4、底部剪力法计算

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GeqGE0.85(906586576391383)20822kN

底部剪力FEK1Geq0.08208221665.76kN

FiGiHiGHjj14FEK

j层次 4 3 2 1 hi Hi Gi Fi Vi uii(mm)Di Di(kN/m) 2.598 3.774 7.234 V2.8 3.9 3.9 5.25 17.65 13.05 9.15 5.25 6 7577 6628 6874 83.58 250.74 uui=13.606mm u/H=1/1297 <[1/550] 705.16 955.90 367900 432.50 1388.4 367900 257.36 15.76 227500 4.2.5、弯矩M计算

图4-12层间模型计算简图(KN)

共 62 页 第 16 页

弯矩M计算

楼层 3 2 1 3 2 1 层剪力V 955.9 1388.4 15.8 955.9 1388.4 15.8 i 1.077 1.077 1.450 2.155 2.155 2.9  0.350 0.350 0.565 0.519 0.519 0.694 D 1.107 1.107 0.747 1.2 1.2 0.917 D/D层 1.107/36.79=0.030 1.107/36.79=0.030 0.747/22.75=0.033 1.2/36.79=0.045 1.2/36.79=0.045 0.917/22.75=0.040 柱V(kN) 28.68 41.65 .31 43.02 62.48 65.83 左边第一柱 左边第二柱 续上表 y0 0.30 0.45 0.65 0.36 0.47 0.61 y1 0 0 0 0 0 0 y2 0 0 0 0 0 0 y3 0 -0.05 0 0 0 0 M上（kN·M） 78.30 97.46 99.79 107.38 129.15 134.79 M下(kN·M) 33.56 .97 185.33 60.40 114.53 210.82 共 62 页 第 17 页

图4-13最终弯矩图(KN·M) （反对称）

图4-14最终剪力图(KN) （对称）

共 62 页 第 18 页

图4-15最终轴力图(KN) （反对称）

4.3、风荷载计算

4.3.1、作用荷载计算

图4-16计算模型简图

风振系数——————Z取1.0； 风荷载体形系数———s1取+0.8；

共 62 页 第 19 页

———s2取-0.5；

风压高度变化系数——Z取0.84； 基本风压——————0取0.55；

W1ZS1Z01.00.80.840.550.3696kNm2 W2ZS1Z01.00.50.840.550.231kNm2

女儿墙折算成集中力P：

P138.30.60.36968.493kN

P238.30.60.2315.308kN

折算成楼层集中力：V338.33.90.36960.23144.8kN 2V238.33.90.36960.231.713kN

V138.33.95.250.36960.231105.239kN 2 图4-17折算成集中力的计算简图(KN)

共 62 页 第 20 页

4.3.2、弯矩M计算 楼层 3 2 1 3 21 1 层剪力 58.655 .713 105.239 58.655 .713 105.239 i  0.350 0.350 0.565 0.519 0.519 0.694 D D/D层 1.107/36.79=0.030 1.107/36.79=0.030 0.747/22.75=0.033 1.2/36.79=0.045 1.2/36.79=0.045 0.917/22.75=0.040 柱V(kN) 1.76 2.69 3.47 2. 4.04 4.21 左边第一柱 1.077 1.077 1.450 2.155 2.155 2.9 1.107 1.107 0.747 1.2 1.2 0.917 左边第二柱 续上表 y0 0.30 0.45 0.65 0.36 0.47 0.61 y1 0 0 0 0 0 0 y2 0 0 0 0 0 0 y3 0 -0.05 0 0 0 0 M上（kN·M） 4.81 6.30 6.38 6.59 8.35 8.62 M下(kN·M) 2.06 4.20 11.84 3.71 7.41 13.48 共 62 页 第 21 页

图4-18弯矩图(KN·M) （反对称）

图4-19剪力图(KN) （对称）

共 62 页 第 22 页

图4-20轴力图(KN) （反对称）

4.4 活荷载计算

4.4.1 活荷载

2

屋面活载标准值：2 KN/m

2

楼面活载标准值：3.5 KN/m

用迭代法计算。迭代顺序：A→B→C→D→E→F

4.4.2 工况一

图4-21工况一荷载示意图(KN)

共 62 页 第 23 页

图4-22半结构刚度示意图

图4-23迭代过程示意图

共 62 页 第 24 页

图4-24弯矩图(KN·M) （对称）

图4-25剪力图(KN) （反对称）

共 62 页 第 25 页

图4-26轴力图(KN) （对称）

4.4.3 工况二

图4-27工况二荷载示意图(KN)

共 62 页 第 26 页

图4-28迭代过程示意图

共 62 页 第 27 页

图4-29弯矩图(KN·M) （对称）

图4-30剪力图(KN) （反对称）

共 62 页 第 28 页

图4-31轴力图(KN) （对称）

4.4.4 工况三

图4-32工况三荷载示意图(KN)

共 62 页 第 29 页

图4-33迭代过程示意图

共 62 页 第 30 页

图4-34弯矩图(KN·M) （对称）

图4-35剪力图(KN) （反对称）

共 62 页 第 31 页

图4-36轴力图(KN) （对称）

5 内力组合

5.1 梁截面

5.1.1梁截面内力

图5-1梁截面编号示意图

共 62 页 第 32 页

梁截1.2恒载① 活载② 活载③ 活载④ 面 M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 续上表 左风⑤ 右风⑥ 左震⑦ 右震⑧ M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) M(kN·M) V(kN) 5.1.2梁截面内力组合 1.2恒载+1.4活载 梁截面 Mmax Mmin |V|max 组合项 结果 组合项 结果 组合项 结果 1 2 3 4 5 6 7 8 9 共 62 页 第 33 页

10 11 12 13 14 15 梁截面 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 梁截面 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 Mmax 组合项 1.2恒载+1.4*0.9（活载+风载） Mmin 结果 组合项 结果 1.2重力荷载代表值+1.3地震荷载 Mmin 结果 组合项 结果 |V|max 组合项 结果 Mmax 组合项 |V|max 组合项 结果 5.2 柱截面

5.2.1柱截面内力

共 62 页 第 34 页

图5-2柱截面编号示意图

柱截面 1.2恒载① 活载② 活载③ 活载④ M(kN·M) N(kN) M(kN·M) N(kN) M(kN·M) N(kN) M(kN·M) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 续上表 左风⑤ 右风⑥ 左震⑦ 左震⑧ M(kN·M) N(kN) M(kN·M) N(kN) M(kN·M) N(kN) M(kN·M) N(kN) 5.2.2柱截面内力组合 1.2恒载+1.4活载 柱截|M|max Nmax Nmin 面 组合M(kN·M) N(kN) 组合M(kN·M) N(kN) 组合M(kN·M) 项 项 项 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 N(kN) N(kN) 共 62 页 第 35 页

柱截面 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 1.2重力荷载代表值+1.3地震荷载 柱截|M|max Nmax Nmin 面 组合M(kN·M) N(kN) 组合M(kN·M) N(kN) 组合M(kN·M) N(kN) 项 项 项 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 5.2.3柱截面剪力 柱截面 1.2恒载活载② 活载③ 活载④ 左风⑤ 右风⑥ 左震⑦ 左震⑧ ① V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) V(kN) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 |M|max 组合项 1.2恒载+1.4*0.9（活载+风载） Nmax M(kN·M) N(kN) 组合M(kN·M) N(kN) 项 Nmin 组合项 M(kN·M) N(kN) 共 62 页 第 36 页

5.2.4柱截面剪力组合 1.2恒载+1.4活载 柱截面 |V|max 组合项 V(kN) 1.2恒载+1.4*0.9（活载+风载） |V|max 组合项 V(kN) 相应的N(kN) 1.2重力荷载代表值+1.3地震荷载 |V|max 组合项 V(kN) 相应的N(kN) 相应的N(kN) 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 6 框架配筋

6.1 框架梁配筋

6.1.1框架梁正截面配筋

图6-1梁截面编号示意图

22

混凝土采用C30 fc=14.3N/mm,ft=1.43 N/mm

2

钢筋选用HRB400,fy=360 N/mm

L=9000mm,h=900mm,b=400mm,板h=80mm 屋面梁正截面配筋计算 1 2 3 正截面 -.9 334.1 -388.3 M(kN·M) 3000*865 400*865 b*h0或bf*h0 400*865 9 82.4 受压区高度13.2 x(mm) 2209.7 1072.5 1309.2 As(mm) 2选配(mm) 212 420 212+228 21256 1458 实际As(mm) 226 二层楼面梁正截面配筋计算 11 12 13 正截面 -190.1 377.6 -460.8 M(kN·M) 3000*865 400*865 b*h0或bf*h0 400*865 10.2 98.8 受压区高度39.3 x(mm) 2624.4 1215.5 1569.8 As(mm) 2选配(mm) 220 420 520 21256 1570 实际As(mm) 628 4 -375.9 400*865 79.6 12.8 212+228 1458 5 111.1 3000*865 3 357.5 216 402 14 -438.9 400*865 93.8 1490.4 520 1570 15 138.6 3000*865 3.7 440.9 218 509 共 62 页 第 37 页

三层梁采用和二层相同的配筋。

6.1.2 框架梁斜截面配筋

2

抗剪钢筋HPB235,fy=210N/mm 选出最大剪力235.6kN 因为

AsvV0.7bh0ft=-0.49<0，且b=400mm S1.25fyh0 所以，按构造配筋(四肢箍)：加密区箍筋采用Φ8@100， 非加密区箍筋采用Φ8@200。

加密区范围：1.5h=1350mm,取1400mm 架力筋采用12。

构造钢筋采用10（三道），

As471mm2bh*0.1%400*900*0.1%360mm2

6.1.3 次梁与主梁交接处箍筋计算

P72.2*103 m1.7

fyvAsvn210*50.3*4 所以，加箍范围在主梁两侧700mm内，加两道即可。

6.2 框架柱配筋

6.2.1 框架柱正截面配筋 采用对称配筋b10.8fycuEs0.80.52

36010.0033*2*105 Nbfcbh0b14.3*400*365*0.521085.7kN

图6-2柱截面编号示意图

A. 对于底层边柱[5，6]

组合内力表中，轴力N均小于Nb，所以属于大偏心受压构件。 取出弯矩较大而轴力较小者，进行计算配筋： M=223.3 kN·M N=2.7kN

(6号截面地震组合)

根据承载力抗震调整系数取0.8，所以： M=178.6 kN·M N=514.2kN

N514.2*103x.9mmxb ，的确是大偏心。

fcb14.3*400

图6-3柱截面计算简图

e0M347.4mm N400eamax20,20mm

30eie0ea367.4mm

共 62 页 第 38 页

l0500012.515 , 所以21.0 h4000.5fcA0.5*14.3*400*40012.21 ，所以取11.0 3N514.2*10l11(0)2121.1

eh1400*ih0ei1.1*367.4404.1mm

heeias569.1mm

2x''因为Ne1fcbx(h0)fyAs(h0as)

2xNefcbx(h0)21077.9mm2 所以Asfy'(h0as')'2选配420 AsAs1256mm

B. 对于底层中柱[11，12]

组合内力表中：

对于经过承载力抗震调整系数修正的轴力N小于Nb，判断属于大偏心受压构件。取出弯矩较大而轴力较小者，进行计算配筋。

对于经过承载力抗震调整系数修正的轴力N大于Nb，判断属于小偏心受压构件。取出弯矩较大而轴力较大者，进行计算配筋。 所以，取出：

（1） （2）

M=36.4 kN·M M=-246 kN·M N=1657.4kN N=1657.4kN 小偏心 大偏心

(12号截面风组合) (12号截面地震组合) 第（1）种情况：

N1657.4*103x2mmxb ，的确是小偏心。

fcb14.3*400Me022mm

N400eamax20,20mm

30eie0ea42mm l0500012.515 , 所以21.0 h4000.5fcA0.5*14.3*400*40010.69 3N1657.4*10l11(0)2121.7

eh1400*ih0共 62 页 第 39 页

ei1.7*4271mm

heeias236mm

2Nfcbh0bb0.74 2Ne0.45fcbh0fcbh0(0.8b)(h0as')x*h0270.1mm

x''因为Ne1fcbx(h0)fyAs(h0as)

2xNefcbx(h0)2302mm2 所以Asfy'(h0as')0.002*400*400320mm2 Asmibhn'2选配312 AsAs339mm

第（2）种情况：

N0.8*1298*103x181mmxb ，的确是大偏心。

fcb14.3*400Me0190mm

N400eamax20,20mm

30eie0ea210mm l0500012.515 , 所以21.0 h4000.5fcA0.5*14.3*400*40011.11 ，所以取11.0 3N1038.4*10l11(0)2121.2

eh1400*ih0ei1.2*210252mm

heeias417mm

2x''因为Ne1fcbx(h0)fyAs(h0as)

2xNefcbx(h0)22041.3mm2 所以Asfy'(h0as')'2选配428 AsAs2463mm

综合以上，选配428。

C. 对于顶层边柱[1，2]

组合内力表中，轴力N均小于Nb，所以属于大偏心受压构件。

共 62 页 第 40 页

取出弯矩较大而轴力较小者，进行计算配筋： M=86.5 kN·M N=207.3kN

(1号截面地震组合)

根据轴压比

1.1N0.110.15 fcbh0承载力抗震调整系数取0.75，所以： M=.9 kN·M N=155.5kN

N155.5*103x27.2mmxb ，的确是大偏心。

fcb14.3*400Me0417.3mm

N400eamax20,20mm

30eie0ea437.3mm l03600915 , 所以21.0 h4000.5fcA0.5*14.3*400*40017.41 ，所以取11.0

N155.5*103l11(0)2121.05

eh1400*ih0ei1.05*437.3459.2mm

heeias459.220035624.2mm

2x''因为Ne1fcbx(h0)fyAs(h0as)

2xNefcbx(h0)2356.8mm2 所以As''fy(h0as)'2为了使钢筋贯通，选配220 AsAs628mm

D. 对于顶层中柱[7，8]

组合内力表中，轴力N均小于Nb，所以属于大偏心受压构件。 取出弯矩较大而轴力较小者，进行计算配筋： M=91.5 kN·M N=375.5kN

(7号截面地震组合) 根据轴压比

1.1N0.20.15 fcbh0承载力抗震调整系数取0.8，所以： M=73.2 kN·M N=300.4 kN

共 62 页 第 41 页

N300.4*103x52.5mmxb ，的确是大偏心。

fcb14.3*400Me0243.7mm

N400eamax20,20mm

30eie0ea263.7mm

l03600915 , 所以21.0 h4000.5fcA0.5*14.3*400*40013.81 ，所以取11.0 3N300.4*10l11(0)2121.08

eh1400*ih0ei1.05*437.3284.8mm

heeias459.220035449.8mm

2x''因为Ne1fcbx(h0)fyAs(h0as)

2xNefcbx(h0)2281mm2 所以As''fy(h0as)'2选配410 AsAs314mm

6.2.2 框架柱抗剪配筋

2

抗剪钢筋HPB235,fy=210N/mm

选出最大剪力，且轴力较小者： V=82.7 kN·M N=845.5 kN （10号截面）

Hn3.6*103 本层柱 4.9

2h02*365A1.75ftbh0fyvsvh00.07N 得 由Vcs1s1.75Vcsftbh00.07NAsv1 sh0fyv82.7*1031.75*1.43*400*3650.07*845.5*1034.910

365*210 所以，按构造配筋。 非加密区φ8@200

底层柱加密区φ8@100 范围：

柱端（5000-900）*1/6=683mm，取700mm 柱根（5000-900）*1/3=1367mm，取1400mm

共 62 页 第 42 页

上层柱加密区φ8@100 范围：

柱端（3600-900）*1/6=450mm，取500mm

计算体积配箍率： vvfc/fyv0.16*16.7/2100.013 柱的v 所以符合要求。

8*330*/4*8*80.0080.4%

400*400*1007 基础配筋计算

7.1 基础尺寸初选

采用柱下条形基础，沿纵向布置。

从最外边柱出挑（1/4～1/3）*6=1.5～2米，取1.5米 所以，总长度：45+2*1.5=45m 基础埋深1.6m

图7-1基础截面示意图 7.2 边柱基础

7.2.1 验算地基持力层强度，确定基础底面尺寸

图7-2边柱荷载分布图

基础深宽修正后的地基承载力设计值： f1= fk+ ηb r(d-0.5)

=95+1.1×[(0.6×20+1.0×(20-10))/1.6] ×(1.6-0.5) =111.6>1.1f=104.5 kPa

柱传下的轴力 Nmax=915.7 kN ,最外边的柱取0.75的折减系数 所以，F=6*915.7+2*915.7*0.75=6867.8 kN

A≥∑F/(f-rGd)= 6867.8/(111.6-1.6×20)=86.3 m2 B≥A/45=1.9m

考虑偏心矩的影响1.2B=2.3m，取B=2.5m 验算承载力：

p=(F+G)/A=F/A+ rGd

=6867.8/(2.5*45)+20*1.6 =93.0< f=111.6 kPa

所以持力层满足。

7.2.2 基础底板设计

共 62 页 第 43 页

基础底部净反力：

F6867.82pj61kN/mBL2.5*45 取1m，VI=61*1.0=61 kN/m

h0≥VI /0.07 fc=61/(0.07*14.3)=60.9mm 现取h=400mm，满足。h0=365mm 12MI2pjbI=30.5 kN·M/m

MI*1m30.5*1062As309.5mm0.9fyh00.9*300*365 (HRB 335,fy=300N/mm2) 取φ10@200

7.2.3 基础梁设计（倒梁法）

地基净反力：L=45m,qj 取半结构：

NL6867.9152.6kN/m 45 图7-3边柱计算简图

弯矩分配求出初始内力图：

图7-4初始弯矩图(KN·M)

图7-5初始剪力图(KN)

R支反力(kN) 柱作用力(kN) 对边跨支座：

686.8626.317.3kN/m1.56*1/3对中间支座： 915.7992.2q219.1kN/m22 915.75.5q35.1kN/m22 915.7919.6q41.0kN/m22626.3 686.8 992.2 915.7 5.5 915.7 919.6 915.7 q1

共 62 页 第 44 页

图7-6调整荷载计算简图(KN)

计算得调整荷载作用下：M'19.5kN

1 M'21.6kN M3.0kN M'0.2kN

42'3 Q Q1左2左26kN Q1右29.3kN 32.9kN Q2右34.2kN 6.2kN Q3右8.7kN 0.5kN Q4右2kN

Q Q3左4左所以：R2629.355.3kN()

1 R32.934.267.1kN()

2 R6.28.714.9kN()

3 R0.522.5kN()

4叠加得：R626.355.3681.6kN

1 R992.267.1925.1kN

2 R5.514.9910.4kN

3 R919.62.5917.1kN

4已和柱的作用力相当接近。

所以，M171.719.5191.2kN

1 M534.421.6512.8kN

2 M437.73440.7kN

3 M461.80.2461.6kN

4画出最终内力图：

图7-7最终弯矩图(KN·M)

图7-8最终剪力图(KN)

7.2.4 基础梁配筋

500*900mm截面，HRB 335,fy=300N/mm2

共 62 页 第 45 页

正截面 M(kN·M) b*h0或bf*h0 受压区高度x(mm) 2As(mm) 2选配(mm) 2实际As(mm) 斜截面 V（kN） 边支座 边跨中 第一内支座 第二跨跨中 支座处剪力相近（取Vmax 计算） 485.4 0.23 AsvV0.7bh0ftS1.25fyh0选配(四肢箍) 实际A svΦ8@200 1.0 s 7.3 中柱基础

7.3.1 验算地基持力层强度，确定基础底面尺寸

图7-9中柱荷载分布图

基础深宽修正后的地基承载力设计值： f1= fk+ ηb r(d-0.5)

=95+1.1×[(0.6×20+1.0×(20-10))/1.6] ×(1.6-0.5) =111.6>1.1f=104.5 kPa

柱传下的轴力 Nmax=1718.1 kN ,最外边的柱取0.75的折减系数 所以，F=6*1718.1+2*1718.1*0.75=12885.8 kN

A≥∑F/(f-rGd)= 12885.8/(111.6-1.6×20)=161.9 m2 B≥A/45=3.6m

考虑偏心矩的影响1.1B=3.96m，取B=4m 验算承载力：

p=(F+G)/A=F/A+ rGd

=12885.8/(4*45)+20*1.6 =103.6< f=111.6 kPa

所以持力层满足。

7.3.2 基础底板设计 基础底部净反力： F12885.82pjBL4*4571.6kN/m 取1m，VI=71.6*1.0=71.6 kN/m

h0≥VI /0.07 fc=71.6/(0.07*14.3)=71.5mm 现取h=400mm，满足。h0=365mm

共 62 页 第 46 页

12MIpjbI2=62.7 kN·M/m

MI*1m62.7*1062As636.2mm0.9fyh00.9*300*365

(HRB 335,fy=300N/mm2) 取φ12@150

7.3.3 基础梁设计（倒梁法）

地基净反力：L=45m,qj 取半结构：

NL12885.8286.4kN/m 45 图7-10中柱计算简图

弯矩分配求出初始弯矩图：

图7-11初始弯矩图(KN·M)

图7-12初始剪力图(KN)

共 62 页 第 47 页

R支反力(kN) 柱作用力(kN) 对边跨支座：

1288.61175.4q132.3kN/m1.56*1/3对中间支座： 1718.11680.6q236.0kN/m22 1718.11680.6q39.4kN/m22 1718.11726q42.0kN/m22

1175.4 1288.6 1862.2 1718.1 1680.6 1718.1 1726 1718.1 图7-13调整荷载计算简图(KN)

计算得调整荷载作用下：M'36.3kN

1 M'40.7kN M5.4kN M'1.5kN

42'3 Q1左48.5kN Q1右.7kN

Q Q Q2左62.1kN Q2右.6kN 11.4kN Q3右16.0kN 1.2kN Q4右4.0kN

3左4左所以：R48.5.7103.2kN()

1 R62.1.6126.7kN()

2 R11.411627.4kN()

3 R1.245.2kN()

4叠加得：R1175.4103.21278.6kN

1 R1862.2126.71735.5kN

2 R1680.627.41708kN

3 R17265.21720.8kN

4已和柱的作用力相当接近。

所以，M322.236.3358.5kN

1 M1002.940.7962.2kN

2 M821.45.4826.8kN

3 M866.80.5866.3kN

4共 62 页 第 48 页

画出M图：

图7-14最终弯矩图(KN·M)

图7-15最终剪力图(KN)

7.3.4 基础梁配筋

500*900mm截面，HRB 335,fy=300N/mm2 正截面 边支座 边跨中 M(kN·M) b*h0或bf*h0 受压区高度 x(mm) 2As(mm) 2选配(mm) 实际As(mm) 斜截面 V（kN） 支座处剪力相近（取Vmax 计算） 910.6 2.1 2第一内支座 第二跨跨中 AsvV0.7bh0ftS1.25fyh0选配(四肢箍) 实际A svΦ12@200 2.26 s

共 62 页 第 49 页