结构计算书Word下载.docx
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2.5m，窗为铝合金窗，洞口尺寸为1.5m×
2.1m，和1.2m×
1.8m
地质条件：
根据设计任务说明地震设防烈度为7度。
地基承载力标准值为200KN/M2。
结构概况:
结构体系框架结构,基础为柱下独立基础,基础混凝土C20,其余混凝土为C30.
荷载计算
1.恒载计算
（1）屋面框架梁线荷载标准值：
20厚1：
2水泥砂浆找平0.02×
20＝0.4KN/m2
100-140厚（2％找坡）膨胀珍珠岩（0.10+0.14）/2×
7＝0.80KN/m2
120厚现浇钢筋混凝土楼板0.12×
25＝3KN/m2
15厚石灰抹底0.015×
16＝0.24KN/m2
屋面恒载3.98KN/m2
边跨框架梁自重0.25×
0.6×
25＝3.75KN/m
梁侧粉刷2×
（0.6－0.1）×
0.02×
17＝0.34KN/m
中跨框架梁自重0.25×
0.4×
25＝2.5KN/m
梁侧抹灰2×
（0.4－0.1）×
17＝0.204KN/m
因此，作用在顶层框架梁上的线荷载为
g6AB!
=g6cd1=4.09KN/m
g6BC=2.704KN/m
（2）楼面框架梁线荷载标准值
25厚水泥砂浆面层0.025×
20＝0.5KN/m
25＝3KN/m
15厚板底石灰抹底0.015×
16＝0.24KN/m
楼面恒载3.24KN/m
边跨框架梁及梁侧粉刷4.09KN/m
边跨填充墙自重0.25×
（3.3-0.6）×
19=12.825KN/m
墙面粉刷（3.3-0.6）×
2×
17=1.836KN/m
中跨框架及梁侧粉刷2.704KN/m
因此，作用在中间层框架梁上的线荷载为
gAB!
=gcd1=18.75KN/m
gBC1=2.704KN/m
gAB2=gcd2=19.44KN/m
gBC2=8.748KN/m
（3）屋面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重0.25×
6×
25=22.5KN
粉刷0.02×
（0.6-0.1）×
17=2.04KN
1.2m高女儿墙1.2×
0.25×
19=34.2KN
粉刷1.2×
17=4.896KN
连系梁传来屋面自重0.5×
0.5×
3.98=35.82KN
顶层边节点集中荷载99.46KN
中柱连系梁自重0.25×
（6+6-2.7）×
1.35×
3.98=24.98KN
0.5×
3.98×
3=35.82KN
顶层中节点集中荷载85.34KN
（4）楼面框架节点集中荷载标准值
边柱连系梁自重22.5KN
粉刷2.04KN
钢窗自重2×
1.2×
1.8×
0.45=1.944KN
窗下墙体自重0.25×
0.85×
（6-0.5）×
19=22.2KN
粉刷2×
5.5×
17=3.179KN
窗边墙体自重0.25×
（6-2×
1.2-0.5）×
19=26.51KN
3.1×
17×
0.02=3.79KN
框架柱自重0.5×
3.3×
25=24.75KN
粉刷1.7×
17=1.907KN
连系梁传来楼面自重0.5×
3.24=29.16KN
中间层边节点集中荷载137.98KN
中柱连系梁自重22.5KN
内纵墙自重6×
19=153.9KN
粉刷6×
2.7×
17=11.02KN
扣除门洞重加上门重-2.1×
0.8×
（5.24-0.2）×
=-16.93KN
框架柱自重24.75KN
粉刷1.907KN
连系梁传来楼面自重
3.24=20.34KN
1.5×
3.24=14.58KN
楼面活荷载计算
p6AB=p6CD=1.5×
6=9KN/m
p6BC=1.5×
2.7=4.05KN/m
p6A=p6D=3×
3×
1.5=13.5KN
p6B=p6C=0.5×
9.3×
1.5+0.25×
1.5=9.42+13.5=22.92KN
pAB=pCD=1.5×
pBC=2×
2.7=5.4KN/m
pA=pD=3×
pB=pC=0.5×
2+0.25×
2=12.56+18=30.56KN
2.风荷载计算
风压标准值计算公式为W=βz.μs.μz.W0
因结构高度H＜30m，可取βz＝1.0；
对矩形平面μz=1.3;
可查荷载规范，当查得的μz＜1.0时，取μz＝1.0
将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如表：
风荷载计算：
层次
βz
μs
Z（m）
μz
W0（K0.55N/m）
A（m2）
Pw（kN）
6
1.0
1.3
21
1.25
0.55
9.9
8.85
5
17.7
1.18
19.8
16.71
4
14.4
1.10
15.57
3
11.1
1.01
14.30
2
7.8
1
4.5
23.4
16.73
3.地震作用计算
因本办公楼为长方形布置柱网，纵向柱网使得整体纵向刚度较大，仅考虑水平地震对横向柱网影响即可。
采用剪力法计算水平地震作用力，为求基底剪力，先要计算结构各楼层的总重力代表值。
总重力荷载统计
3.1顶层总重力荷载1203KN
结构板0.12×
（6×
2+3.1×
6）＝9.06KN
柱0.25×
12×
25＝121.5KN
梁0.25×
（24×
2+9.1×
2）×
25＝248.25KN
墙[（12×
6-12×
0.6）×
2.7+（3.1×
2-4×
2.7－1.5×
2.1×
3-0.8×
2－1.2×
2－1.5×
3]×
19=750.12KN
门（1.5×
3+0.8×
5.24＝67.12KN
窗（1.2×
2+1.5×
3）×
0.45＝6.54KN
3.2六层总重力荷载代表值18089KN
屋面3.98×
81.1×
14.7=4744KN
14.7×
25+0.02×
17＝3385KN
梁25×
[（81.1－13×
4＋11.4×
14]+0.3×
（2.7-0.6）×
14×
25＝1467KN
柱0.6×
25×
64＝1900KN
墙[（452+29.4）×
3.3-1.2×
51－1.5×
5-0.8×
49]×
19＝6106KN
门0.8×
49×
5.24＝431KN
51+1.5×
5）×
0.45＝56KN
3.3五层总重力荷载代表值17207KN
楼面3.24×
14.7＝3862KN
3.4四层总重力荷载代表值17207KN
17=3385KN
3.5三层总重力荷载代表值17207KN
14.7＝3362KN
3.6二层总重力荷载代表值17207KN
3.7一层总重力荷载代表值19812KN
4.5×
64＝2592KN
4.5-1.2×
2.5×
19＝8510KN
0.45＝65KN
各层重力荷载代表值
结构自振周期采用经验公式
T1=0.22+0.035H/B1/3
式中H为结构总高；
B为结构宽度。
即T1=0.22+0.035×
（5×
3.3+4.5）/14.71/3
=0.52S
设防烈度8度，由《抗震规范》查得水平地震影响系数最大值
αmax=0.16按近震Ⅰ类场地取Tg＝0.2，则地震影响系数
α1＝（Tg/T1）0.9
αmax=（0.2/0.52）0.9×
0.16＝0.067
结构总重力荷载为GE=107932KN
由基底剪力法计算公式：
FEK总＝α1Geq=α10.85GE=0.067×
107932＝6.1×
103KN
本办公楼结构共有14榀框架共同承受水平地震力，则每一榀框架承受的基底剪力为FEK=FEK总/14=6.1×
103/14=439KN
因T1<
1.4Tg,故可不考虑顶部附加地震作用系数，每榀框架所承受的地震作用力可按下式分配至各层节点处：
Fi=GiHiFEk/∑GiHi（i=1,2,3…6）
计算结果见下表：
Hi（m）
Gi（KN）
GiHi（103KN.m）
Fi（KN）
18089
379
123
17207
304
99
247
80
191
62
134
43
19812
89
29
楼板设计
一、楼板类型及设计方法的选择：
对于楼板，根据塑性理论，l02/l01<
3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，l02/l01＜2，故属于双向板。
设计时按塑性铰线法设计。
二、设计参数：
1、双向板肋梁楼盖结构划分为6000×
6000双向板及2700×
6000单向板。
2、设计荷载：
（1）、对于1-5层楼面，活载：
q=1.3×
2.0=2.6KN/m2
恒载：
g=1.2×
3.24=3.89KN/m2
q+g=3.89+2.6=5.84KN/m2
（2）、对于6层屋面，活载：
（2.0+0.2）=2.86KN/m2
3.98=4.78KN/m2
q+g=2.86+4.78=7.64KN/m2
3、计算跨度：
（1）、内跨：
l0=lc-b（lc为轴线长、b为梁宽）
（2）、边跨：
l0=lc-250+50-b/2
4、楼板采用C20混凝土，板厚选用120mm，
h/l01=120/6000=1/60≥1/50，符合构造要求。
三、弯矩计算：
首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。
取m2=аm1,а=1/n2=1/4=0.25（其中n为长短跨比值）
取β1，=β1，，=β2，=β2，，=2，然后利用下式进行连续运算：
2M1u+2M2u+M1uI+M1u
+M2uI+M2u
=Pul012（3l02-l01）/12
对于1-5层楼面，
l01=lc-250+50-b/2
=6000-250+50-300/2
=5650mm
l02=lc-250+50-b/2
=600-250+50-300/2
M1=m1（l02-l01/2）+m1l01/4
=m1（5.65-5.65/2）+5.65m1/4
=4.24m1
M2=m2l01/2+m2l01/4
=5.65m2/2+5.65m2/4
=4.24m2=4.24*0.25m1=1.06m1
M1I=M1
=-2m1l02=-2m1×
5.65=-11.3m1（支座总弯矩取绝对值计算）
M2I=M2
=-2m2l01=-2m2×
2.65=-11.3m2=-2.83m1
将以上数据代入公式
得2×
4.24m1+2×
11.3m1+2×
2.83m1
=5.84×
5.652×
（3×
5.65-5.65）/12
33.92m1=162
m1=4.77KN·
m
m2=0.25*4.78=1.19KN·
m1I=0，m1
=（-2）*1.40=-2.80KN·
m
m2I=0，m2
=（-2）*0.82=-1.64KN·
对其它板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得计算结果列于下表：
按塑性铰线法计算弯矩表（KN·
m）（1-5层楼面）
序号
双向板
6000×
6000
l01（m）
l02（m）
M1
4.24m1
M2
1.06m1
M1I
-11.3m1
7
M2I
-2.83m1
8
9
m1
4.77
10
m2
1.19
11
m1I
12
-2.22
13
14
-1.30
屋面双向板
6.7m1
1.69m1
2.对边跨6000×
6000双向板
（1）1－5层楼板
M=4.24KN.m
As=M/（rsh0fy）=4.24×
106/0.9/210/100=225mm2
配筋φ8@200，实有As=251mm2
其余支座负筋按构造要求配置。
（2）屋面板
M=6.7KN.m
As=M/（rsh0fy）=6.7×
106/0.9/210/100=355mm2
配筋φ8@130，实有As=387mm2
3.对中间2700×
6000板为单向板，按短边计算
（1）屋面板
L0=2.7-0.25=2.45m
M=1/8×
2.452
＝2.98KN.m
As=M/（rsh0fy）=2.98×
106/0.9/210/100=157mm2
配筋φ6@180，实有As=157mm2
（2）楼板
3.24×
＝2.43KN.m
As=M/（rsh0fy）=2.43×
106/0.9/210/100=129mm2
配筋φ6@200，实有As=141mm2
楼梯设计
一、设计参数：
1、楼梯结构平面布置图：
2、层高3.3m，踏步尺寸150mm×
300mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m2。
二、楼梯板计算：
板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894
设板厚h=100mm，约为板斜长的1/30。
取1m宽板带计算。
1、荷载计算：
梯段板的荷载：
荷载种类
荷载标准值（KN/m）
恒载
水磨石面层
（0.3+0.15）×
0.65/0.3=0.98
三角形踏步
0.3×
0.15×
25/2/0.3=1.88
斜板
0.1×
25/0.894=2.79
板底抹灰
17/0.894=0.38
小计
6.0
活荷载
2.0
荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4
基本组合的总荷载设计值p=6.0×
1.2+2.0×
1.4=10KN/m
2、截面设计：
板水平计算跨度ln=3.3m
弯矩设计值M=pln2/10
=10×
3.32/10
=10KN·
h0=100-20=80mm
αs=M/（fcmbh02）=10×
106/11/1000/802=0.14
rs=0.912
As=M/（rsfyh0）=10×
106/0.912/210/80=652.67mm2
选Φ10@110,实有As=714mm2
分布筋Φ8，每级踏步下一根。
三、平台板计算：
设平台板厚h=100mm，取1m宽板带计算。
平台板的荷载：
0.65
100厚混凝土板
0.10×
25=2.50
17=0.34
3.49
基本组合的总荷载设计值p=3.49×
1.2+1.
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