砌体结构办公楼结构设计

土木2012级12班 王赢 学号12156770 我的设计题号60号

跨 度A ＝5.7 (m) 横向开间B ＝3.6 (m) 底层层高C ＝3.3 (m) 楼层高D ＝3.6 (m) 基 本风压值(0.45kN/㎡) 地基承载力（600kN/㎡） 楼面活载标准值2.0kN /㎡ 屋面活载标准值Q k =2.0 kN/㎡

一、结构设计资料

1工程概况

（1) 工程名称：豪诚集团企业写字楼 (2) 拟建地点：广东天上花园 (3) 占地总面积：（见建筑施工图）；

（4） 单栋建筑面积：（见建筑平、立、剖面图）； (5) 建筑层数； 四层 (6) 结构形式：砖混结构。 2自然条件及

( 1）气象资料：基本分压w 0=0. 45kN /m 3, 基本雪压值s 0=0。

（2）水文，地质资料：耕植土最大深度为-1.5. 持力层，碎石夹砂土，容许承载力600kN/m 3. 3结构材料：

（1）墙体：采用240厚MU15等页岩实心砖墙，加混凝土构造柱及圈梁； （2）水泥沙浆：M5等等级

（3）钢筋：可采用HPB300,HRB335及HRB400等等级钢筋 （4）楼盖：采用现浇钢筋混凝土楼（屋）盖，钢筋混凝土楼梯； （5）基础：采用钢筋混凝土条形基础。 4可变荷载资料

（1）屋面为不伤人屋面，活荷载标准值0.5kN /m 2，无积雪，积灰荷载。 （2）楼面活荷载标准值，走廊. 楼梯及卫生间2.5kN /m 2，其余房间内活荷载标

准值2.5 kN /m 2

（3）设计墙、基础的活荷载折减系数见下表：

二荷载计算

1屋面防水做法：由上至下构造做法：

①40厚C20细石混凝土整体浇注刚性防水层（1.0kN/m2 ） ②20厚水泥砂浆保护层（0.4kN/m2 ）

③3厚2000型SBS 改性石油沥青卷材防水层（0.1kN/m2） ④20厚水泥砂浆找平层（0.4kN/m2）

⑤1：6水泥炉渣找坡兼隔热层，平均厚度100，排水坡度按设计（1.0kN/m2） ⑥30厚C20混凝土整体浇注层（0.72kN/m2）； ⑦100mm 厚现浇钢筋混凝土（2.5 kN/m2）

⑧4室内天棚：15mm 厚水泥砂浆抹灰，刮腻子、乳胶漆照面（0.3kN/m2） 2建筑楼面做法：

（1）办公室、走道及楼梯间：由上至下构造做法： ①粘贴玻化砖或踏步砖（0.55kN/m ）； ②20厚水泥砂浆找平层（0.4kN/m ）； ③预制混凝土空心板结构层 （2）卫生间：由上至下构造做法： ①水泥砂浆粘贴地面砖（0.55kN/m2 ） ②1.2厚JS 防水涂料防水层（0.1kN/m2 ） ③20厚水泥砂浆找平层（0.4kN/m2 ）

④1：6水泥炉渣填充层（安装卫生洁具后）/（3.0kN/m2 ） ⑤20厚水泥砂浆保护层（0.4kN/m2 ） ⑥1.2厚JS 防水涂料防水层（0.1kN/m2 ）

⑦结构层（板面下降450按同层排水处理）。 3建筑墙面做法：

（1）外墙面：为普通抹灰、贴装饰面砖墙面（0.55kN/m2 ）； （2）内墙面：为普通抹灰、刮腻子、乳胶漆照面（0.34kN/m2 ）； （3）材料标准重量

各种墙体重量

三、结构设计说明

1设计规模

（1）本设计为办公楼，总建筑面积：414.72 m 2 （2）结构共4层，层高见附表1。室内外高差0.3米。 2结构方案 采用纵横墙方案

墙体布置：为增强结构的横向刚度，应优先考虑横墙承重方案，。纵墙布置较为对称，平面上前后左右拉通；竖向上下连续对齐，减少偏心；同一轴线上的窗间墙都比较均匀。有大梁处是纵墙承重， 个别不满足要求的局部尺寸，以设置构造

拄 后，可适当放宽根据上述分析，采用以横墙承重为主的结构布置方案是合理的。

墙体厚度：一二层370mm, 三四层240mm.

3．根据建筑设计，本办公楼共四层，总高小于28m ；层高小于4m ，符合刚性方

案多层房屋外墙不考虑风荷载的规定。根据资料可不考虑抗震设防。 4变形缝：

由建筑方案知道该建筑物的总长度28.8m

7构造柱的设置：

构造柱的设置详见第四节“构造措施”。

除此以外，构造柱的根部与地圈梁连接，不再另设基础。 在柱的上下端500mm 范围内加密箍筋为φ6@150。

构造柱的做法是：将墙先砌成大马牙槎（五皮砖设一槎），后浇构造柱的混凝土。

混凝土强度等级采用C20。具体做法见详图。 8圈梁设置：

各层、屋面、基础顶面均设置圈梁。

横墙圈梁设在板底，纵墙圈梁下表面与横墙圈梁底表面齐平，上表面与板面齐平或与横墙表面齐平。当圈梁遇窗洞口时，可兼过梁，但需另设置过梁所需要的钢筋。

四、结构计算

判断房屋静力计算方案为刚性方案：S

1墙体高厚比验算

静力计算方案的确定：因横墙最大间距s=7.2m，楼（屋）盖为现浇钢筋混凝土楼（屋）盖，故房屋的静力计算方案为刚性方案，且不考虑风荷载影响。 1外纵墙高厚比验算 横墙最大间距：s=7.2m 墙体的计算高度H 0

底层：H=3.3+0.3+0.5=4.1 H

其他楼层：H 3.6m H

A=2100×240＋490×250=626500 m m 2

y 1=[2100⨯240⨯120+250⨯490⨯(240+250/2) ]/A =167. 91mm y 2=240+250-167. 91=322. 09mm

I =2100⨯2403/12+2100⨯240⨯(240/2-167. 91) 2+490⨯2503/12+490⨯250⨯(322. 09-250/2) 2=8. 97⨯109mm 4

I 8. 97⨯109

i ==119. 66mm

A 626500

h T 1=3. 5i 1=3. 5⨯119. 66=418. 81mm

A=2100×370＋490×120=835800m m 2

y 1=[2100⨯370⨯370/2+120⨯490⨯(370+120/2) ]/A =202. 24mm y 2=370+120-202. 24=322. 09mm

I =2100⨯3703/12+2100⨯370⨯(370/2-202. 24) 2+490⨯1203/12+490⨯120⨯(287. 76-120/2) 2=1. 22⨯1010mm 4

I 1. 22⨯1010

i ==120. 82mm A 835800

h T 1=3. 5i 1=3. 5⨯120. 82=422. 86mm （2）底层高厚比验算

砂浆等级为M5, 查表[β]=24

外重墙承重 墙厚370mm, 取μ　1　=1. 0

有门洞的墙允许高厚比 ：μ2=1-0. 4

b s 1. 5

=1-0. 4=0. 83 s 3. 6

β=H 0/h =3700/422. 86=8. 75

二层高厚比验算

砂浆等级为M5, 查表[β]=24

外重墙承重 墙厚370mm, 取μ　1　=1. 0 有门洞的墙允许高厚比 ：μ2=1-0. 4

b s 1. 5

=1-0. 4=0. 83 ； s 3. 6

β=H 0/h =3600/422. 86=8. 51

三四高厚比验算：

砂浆等级为M5, 查表[β]=24

外重墙承重 墙厚240mm, 取μ　1　=1. 2 有门洞的墙允许高厚比 ：μ2=1-0. 4

b s 1. 5=1-0. 4=0. 83 ； s 3. 6

β=H 0/h =

3. 6

=15

2内纵墙高厚比验算 （1）墙体的计算高度:

横墙最大间距：s=7.2m

底层：H=3.3+0.3+0.5=4.1H

其他层：H =3.6m H

（2）底层高厚比验算

砂浆等级为M5, 查表[β]=24

内重墙承重 墙厚240mm, 取μ　1　=1. 2 有门洞的墙允许高厚比 ：μ2=1-0. 4

b s

=1-0. 4(1200/3600) =0. 87 ； s

β=H 0/h =3700/422. 31=8. 76

（3）二三四层高厚比验算 砂浆等级为M5, 查表[β]=24

内重墙承重 墙厚240mm, 取μ　1　=1. 2 有门洞的墙允许高厚比 ：μ2=1-0. 4

b s

=1-0. 4(1200/3600) =0. 87 ； s

β=H 0/h =3600/422. 31=8. 52

墙厚取h=0.24m，承重墙取μ　1　=1. 2，横墙上没洞口，取μ　2　=1. 0 底层高厚比验算：

β=H 0/h =

3100

=12. 92

其他各层高厚比验算：

β=H 0/h =

3000

=12. 5

3纵墙控制截面的内力计算和承载力验算

（1）

（2选定计算单元

内纵墙取图中阴影部分为计算单元，其受荷面积为3.6×1.2=4.32m2；

图所示1m 宽墙体作为计算单元，沿纵向取3600/2+3600/2=3600mm为受荷宽度，计算截面面积A b =0.24×1=0.24 m2 。由于房屋开间、荷载近似，因此按轴压验算。

（3）荷载设计值计算 屋盖传来集中荷载

组合一：1.2×（6.42×3.6×2.85+10.15）+1.4×0.5×3.6×2.85=98.41KN 组合二：1.35×（6.42×3.6×2.85+10.15）+1.4×0.7×0.5×3.6×2.85=107.65KN 每层楼面传来的集中荷载

梁高范围内500mm 高240厚的自重（楼板面至梁底） 1.35×0.5×5.24×3.6=12.74KN

梁高范围内500mm 高370厚的自重（楼板面至梁底） 1.35×0.5×7.71×3.6=18.74KN 1500mm 高240厚女儿墙的自重 1.35×1.5×5.24×3.6=38.20KN

每层240mm 厚墙自重（窗尺寸1.5×1.5）

1.35×[（3.6×3.6－1.5×1.5）×5.24+1.5×1.5×0.4=76.98KN 每层370mm 厚墙自重（窗尺寸1.5×1.5）

1.35×[（3.6×3.6－1.5×1.5）×7.71+1.5×1.5×0.4=75.15KN

四层楼面

组合一：1.2×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×2.5×3.6×2.85=94.26KN 组合二：1.35×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×0.7×2.5×3.6×2.85=90.78KN 本层墙重：76.98－12.74＋18.74=82.98 KN

二三层楼面

活荷载 2.5×0.85=2.125kN/m2

组合一：1.2×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×2.125×3.6×2.85=88.87KN 组合二：1.35×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×0.7×2.125×3.6×2.85=79.72KN 本层墙重：1.35×[（3.6×3.6－1.5×1.5）×7.71+1.5×1.5×0.4=75.15KN

底层

组合一：1.2×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×2.5×3.6×2.85=94.26KN

组合二：1.35×（3.75×3.6×2.85+10.15）+1.4×0.7×2.5×3.6×2.85=90.78KN 本层墙重：1.35×[（3.6×3.6－1.5×1.5）×7.71+1.5×1.5×0.4=75.15KN （5）梁端支承处砌体局部受压承载力计算 材料采用MU20, 砂浆M5混合砂浆 ƒ=2.12N/mm² 三四层Ⅰ-Ⅰ截面

混凝土梁轴线跨度5.7m 伸入墙体长度240mm ，则梁的计算跨度大于4.8m ，设置刚性垫块，设垫块尺寸为a b =490mm,bb =400mm,tb =180mm.垫块自梁边每边挑出长度为75mm

A b =490×400=196000mm² A o =490×490=240100mm² A o /A b =240100/196000=1.23

砌体局部抗压强度系数 γ=1+0. (

A 0

-1) =1. 17, γ1=0.8γ=0.936

三到四层各楼层中，考虑到上部传来的荷载的影响，验算三层Ⅰ-Ⅰ截面 上部传来平均压应力σ1=N1/A2=235.57/626500=0.38 N /㎜² 垫块面积内上部轴向力N 2=0.38×196000=74.48 全部轴向力N=74.48+94.26=168.74 KN

σ1/ƒ=0.38/2.12=0.18 查表15-6 δ1=5.71 a 0=δ1

e 1=ab /-20.4a 0=245-0.4×87.69=209.92mm e=Ni e 1/N=(94.26×209.95)/168.74=117.26mm

e/ ab =117.26/490=0.239 φ=1/[1+12(e/ ab )²]=1/[1+12(0.239)²]=0.6

h 500

=5. 71⨯87. 69 f 2. 12

φγ1ƒA 1=0.6×1.0×2.12×196000=249.31 kN>N=168.74 kN满足

底层Ⅰ-Ⅰ截面: 混凝土梁轴线跨度5.7m 伸入墙体长度240mm ，则梁的计算跨度大于4.8m ，设置刚性垫块，设垫块尺寸为a b =360mm, b b =400mm,tb =180mm。垫块自梁边每边挑出长度为75mm

A b =370×400=148000㎜² A o =490×490=240100㎜² A o /A b =240100/148000=1.62

砌体局部抗压强度系数 γ=1+0. (γ1=0.8γ=1.02

一到二层各楼层中，考虑到上部传来的荷载的影响，验算底层Ⅰ-Ⅰ截面 上部传来压力 N 1=584.93 KN

上部传来平均压应力σ1=N1/A3=584930 /835800=0.7 N/㎜² 垫块面积内上部轴向力N 2=0.7×148000=103.6 KN 全部轴向力N=103.6+94.26=197.86 KN σ1/ƒ=0.7/2.12=0.33 查表δ1=5.9 a 0=δ1

A 0

-1) =1. 28 A b

500h

=5.9×=90.61mm

2. 12f

e 1=ab /-20.4 a。=185-0.4×90.61=148.76mm e=Ni e 1/N=(94.26×148.76)/197.86=70.87mm

e/ ab =117.26/490=0.196 φ=1/[1+12(e/ ab )²]=1/[1+12(0.196)²]=0.684 φγ1ƒA 1=0.6×1.02×2.12×148000=192.02 kN>N=197.86 kN满足 (5)内力计算及截面受压承载力验算 四层Ⅰ-Ⅰ截面

上部传来压力 N 1=107.65 kN

上部传来平均压应力σ1=N1/A²=107650 /626500=0.17 N/㎜² σ1/ƒ=0.17/2.12=0.08 查表δ1=5.45 a 0=δ1

500h

=83.87mm

2. 12f

e 1=y 2-0.4a=322.09-0.4 a。=288mm

M=50.94×288=14.67kN.m 全部荷载N=158.59kN e=14.67/158.59=92.5mm

e/ht1=92.5/418.81=0.22 β=Ho /ht1=3600/418.81=0.9 ，φ=0.46 φA 2 ƒ=0.46×626500×2.12=610.96kN>N=158.59 kN满足 II-II 截面

M=0 N=235.57 kN 查表φ=0.9

φA 2 ƒ=0.9×626500×2.12=1195 kN>N=235.57 kN满足 三层Ⅰ-Ⅰ截面

上部传来压力 N 1=235.57 kN

上部传来平均压应力σ1=N1/A²=235570/626500=0.38 N/mm2 σ1/ƒ=0.38/2.12=0.18查表δ1=5.67 a 0=δ1e 1=y2-0.4a 0=322.09-0.4a 0=287.25mm

M=50.94×287.25=22,11kN.m 全部荷载N=329.83kN e=22.11/329.25=67.03mm

e e/h=67.03/418.81=0.16 β=H/h=3600/418.81=0.9 φ=0.58 t1o t1h T

500h 0

=87.09mm

2. 12f

φA 2 ƒ=0.58×626500×2.12=770.34kN>N=329.83 kN满足 II-II 截面

M=0 N=412.59 kN 查表φ=0.87

φA 2 ƒ=0.87×626500×2.12=1155.52 kN>N=412.59 kN满足 二层Ⅰ-Ⅰ截面

上部传来压力 N 1=412.59 kN

上部传来平均压应力σ1=N1/A²=412590/835800=0.49 N/㎜² σ1/ƒ=0.49/2.12=0.23查表δ1=5.73 a 0=δ1e 1=y 2-0.4a 0=287.76-0.4a 0=256.68mm

500h 0

=5.73×=77.70mm

2. 12f

M=50.94×256.68=13.08kN.m 全部荷载N=501.46kN e=13.08/501.46=26.08mm

e/ht1=26.08/422.86=0.06 β=H o /ht1=3600/422.86=8.5 φ=0.76 φA 2 ƒ=0.76×835800×2.12=1311.20kN>N=501.46 kN满足 II-II 截面

M=0 N=754.34 kN 查表φ=0.81

φA 2 ƒ=0.81×835800×2.12=1399.8 kN>N=679.19 kN 底层Ⅰ-Ⅰ截面 由上算得a 0= 90.61mm

e 1=y2-0.4a 0=287.76-0.4a 0=251.52mm

M=75.15×251.52=18.9kN.m 全部荷载N=679.19kN e=18900/679.19=27.838mmN=679.19 kN满足 II-II 截面

M=0 N=754.34 kN 查表φ=0.65

φA2 ƒ=0.65×835800×2.12=1151.73 kN>N=754.34 kN满足 四横墙控制截面的内力计算和承载力验算 （1）控制截面

横墙的两侧恒载是对称的，而活载则有可能仅一侧有，估算表明，即使考虑仅一侧有本层活载，引起弯矩也是非常小的，故可取满布活载计算。由于两侧楼盖传来的纵纵向力相同沿整个高度承受轴心压力，则取每层II-II 截面即墙下板部板底稍上截面进行验算，由于一二层墙厚370mm ，三四层厚240mm. 因此仅验算三层II-II 截面和底层基础顶面 （2）计算单元 内墙计算单元取1m

（3）荷载设计值计算 屋面传来集中荷载

组合一：1.2×（6.42×3.6×1.0）+1.4×0.5×3.6×1.0=30.25KN 组合二：1.35×（6.42×3.6×1.0）+1.4×0.7×0.5×3.6×1.0=32.97KN 二三层楼面

组合一：1.2×（3.75×3.6×1.0）+1.4×2.125×3.6×1.0=26.91KN 组合二：1.35×（3.75×3.6×1.0）+1.4×0.7×2.125×3.6×1.0=24.98KN 底层楼面

组合一：1.2×（3.75×3.6×1.0）+1.4×2.5×3.6×1.0=28.8KN 组合二：1.35×（3.75×3.6×1.0）+1.4×0.7×2.5×3.6×1.0=27.05KN 三四层每层墙重

1.35×（1.0×3.6）×5.24=25.47 KN 一二层每层墙重

1.35×1.0×3.68×7.71=38.30 KN （4）内力计算及截面受压承载力验算 三层II-II 截面

N=32.97+26.91+2×25.47=110.82 轴心受压e/ht2=0 β=0.65 A=0.37×1=0.37㎜²>0.3㎜² γa =1.0

φAγa ƒ=1.0×0.65×2.12×240000=330.7kN>N=110.82kN满足 底层II-II 截面

N=110.82+26.91+28.8+2×38.30=243.13 kN 轴心受压e/ht2=0 β=0.81 A=0.37×1=0.37㎜²>0.3㎜² γa =1.0

φAγa ƒ=1.0×081×2.12×240000=412.132kN>N=243.13kN

五．楼梯的设计

本教学楼采用现浇整体式钢筋混凝土楼梯，采用C20混凝土，梁的纵向受力钢筋选用HRB335级钢筋，其余选用HPB335级钢筋，活荷载标准值为2.5 kN/㎡，按板式楼梯进行设计，其平面布置如下图所示： 2.5.1梯段板的计算

（1）确定板厚h≈l 0/30＝3300/30＝110mm ，取h ＝120mm 。h 0＝120mm －25mm ＝95mm ，

取1m 板宽进行计算。

（2）荷载计算（取1m 板宽作为计算单元） 楼梯板的倾斜角：

α=arctan150/300=26 34', cos α=0.894

踏步砖 (0.3＋0.15)×1×0.55 /0.3＝0.825 kN/m 20mm 厚水泥砂浆找平层 1/0.894×0.4 ＝0.447 kN/m 踏步重 1/2×0.3×0.15×25 /0.5＝1.875 kN/m 斜板重 0.12×25 /0.894＝3.356N/m 恒荷载标准值 6.503 kN/m

活荷载标准值 2.5×1＝2.5 kN/m 总荷载设计值： 组合一P ＝1.2×6.503＋1.4×2.5＝11.3 kN/m 组合二P ＝1.35×6.503＋1.4×0. 7×2.5 ＝11.23 kN/m （3）内力计算

计算跨度：l 0＝3.3m ，跨中弯矩：M ＝1/8Pl02＝1/8×11.3×3.32＝15.4 kN·m

(4)配筋计算α1=1.0

ƒc =9.6 N/m2 b=1000mm h 0=95m

ξ=1--2s =0. 20

A s =

M f y γs h o

=

15400000

=599. 7mm 2

300⨯0. 901⨯95

A s =604mm 2

M 15400000

==0. 178 实际配φ10@150

α1f c bh o 21. 0⨯9. 6⨯1000⨯952

楼梯板配筋表

分布钢筋选用φ8@300，符合要求 平台板的计算 （1）确定板厚

取h ＝90mm ，h 0＝90－20＝70mm ，取1m 板宽进行计算。 （2）荷载计算（取1m 板宽作为计算单元）

踏步砖 0.55kN/m 90mm 厚混凝土板 0.09×25＝2.25kN/m 20mm 厚水泥砂浆找平层 1×0.4 ＝0.4 kN/m

恒荷载标准值 3.2kN/m 活荷载标准值 2.5×1＝2.5 kN/m 总荷载设计值： 组合一P ＝1.2×5.7＋1.4×2.5＝10.34 kN/m 组合二P ＝1.35×5.7＋1.4×0. 7×2.5 ＝10.15kN/m （3）内力计算

计算跨度：l 0＝1.2-0.22＝0.98m

跨中弯矩：M ＝1/8Pl02＝1/8×10.34×0.982m 2＝1.24 kN·m （4）配筋计算

α1=1.0 ƒc =9.6 N/m2 b=1000mm h 0=70mm

αs =

M 1240000

==0. 026 22

α1f c bh o 1. 0⨯9. 6⨯1000⨯70

ξ=1--2αs =0. 026

实际配φ8@200A s =251mm 2

M f y γs h o

=

4450000

=59. 65mm 2

300⨯0. 95⨯70

ρ=

f h 251h 1. 190

=0. 37%>ρmin . =0. 45t . =0. 45⨯⨯=0. 2%

1000⨯95h o f y h o 30070

h 90

=0. 2%⨯=0. 3%满足 h o 70

同时ρ>0. 2%⨯

平台板配筋表

分布钢筋选用φ6@250，符合要求。 平台梁的计算设计

（1）荷载计算（取短方向1m 板宽作为计算单元）

取b×h ＝200mm ×400mm 。h 0＝400mm －35mm ＝365mm 。

梯段板传来 3.3/2×11.3＝18.65 kN/m 平台板传来 1.2/2×3.2＝1.92kN/m 梁自重 0.2×0.31×25=1.55kN/m 梁侧粉刷 0.02×0.36×2×17=0.25 平台梁荷载设计值 22.37kN/m 活荷载 2.5×（1.65+0.6）=5.63kN/m 总荷载设计值： 组合一P ＝1.2×22.37＋1.4×5.63＝34.73 kN/m 组合二P ＝1.35×22.37＋1.4×0. 7×5.63 ＝35.72kN/m （2）内力计算 计算跨度：

l 0＝1.05l n ＝1.05×3.360m ＝3.53m ＜l 0＝l n ＋a ＝3.360m ＋0.24m ＝3.6mm 最大弯矩：M max ＝1/8Pl02＝1/8×35.72kN/m×3.532m 2＝55.64 kN·m 最大剪力：V max ＝1/2Pln ＝1/2×35.72kN/m×3.36m ＝60 kN （3）配筋计算

a ．进行平台梁正截面承载力计算时，按一类倒L 形截面计算， 其翼缘宽度b f ’＝ b+b ' f =200+5×90=650mm h 0=365mm

αs =

M 55640000

==0. 067 221. 0⨯9. 6⨯650⨯365α1f c bh o

ξ=1--2s =0. 069

A s =

M f y γs h o

=

55640000

=524mm 2

300⨯0. 97⨯365

实际配3φ18A s =763mm 2

同时ρ>0. 2%⨯

h 90

=0. 2%⨯=0. 3%满足 h o 70

γs =0. 5(1+-2s ) =0. 97

平台梁配筋表

配置φ6@200箍筋，则斜截面受剪承载力

V cs =0. 7f t bh +f yv

A sv

h 0 s

=0.7×1.1×200×365+300×四、基础设计

56. 6

⨯365=87.2kN>60kN 满足要求 200

根据地质资料，取d=2.000处作为基础底部标高，此时持力层经修正后的容许承载力ƒak ＝600 kN/m 2, γG ＝20kN/m 3, 采用C25素混凝土刚性条形基础，在基础下做100mm 厚C10素混凝土垫层，不考虑风荷载作用时，砌体结构的基础均为轴心受压基

础。

1纵墙下基础设计

上部传至基础顶面荷载F=754.34kN 设基底面宽度为b ，基础埋深d=2.0m

基础自重及回填土重G=3.6×20×d ×b=3.6×20×2.0×b=216b P=

F +G F

≤f =600kPa A = 得b=1.4m 3. 6b f -γG d

b 0=240mm b 1=170mm h 0=410mm h 1=370mm

基础宽高比验算b 1/h 1=170/370=0. 460

上面计算中未计入由于壁柱的存在而引起的偏心，经估算未考虑这种偏心而引起的基底反力误差在5%以内，可以不考虑。 2横墙下基础设计

上部传至基础顶面荷载F=754.34kN 设基底面宽度为b ，基础埋深d=2.0m

基础自重及回填土重G=3.6×20×d ×b=3.6×20×2.0×b=216b P=

F +G

≤f =520kPa 得b=0.5m 取 b=0.8m 3. 6b

b 0=280mm 基础宽高比验算

h 0=1000mm

b 0/h

0=280/1000=0. 28

五、屋盖设计

板钢筋，HPB300, 次梁，HRB335, 主梁HRB335 板设计 1计算简图

取A-C 轴线的大梁，用对称性可做一跨半, 得下面的计算简图

（1）荷载计算（取1m 宽板带）

①40厚C20细石混凝土整体浇注刚性防水层1.0kN/m2 ②20厚水泥砂浆保护层0.4kN/m2

③3厚2000型SBS 改性石油沥青卷材防水层 0.1kN/m2 ④20厚水泥砂浆找平层 0.4kN/m2

⑤1：6水泥炉渣找坡兼隔热层平均厚度100，排水坡度按设计 1.0kN/m2 ⑥30厚C20混凝土整体浇注层 0.72kN/m2

⑦100厚钢筋混凝土楼板 2.5kN/ m2 总计 6.42kN/ m2 屋面活载 0.7kN/ m2 总设计值 1.2×6.42+1.4×0.7=8.684 kN/ m2

1.35×6.42+1.4×0.7×0.7=9.353 kN/ m2

根据板的计算简图，由力矩分配法算得各结点的弯矩，下表所示：

跨中弯矩，由弯矩叠加得

AB 跨跨中BC 跨跨中CD 跨跨中DE 跨跨中

M 1=2. 873kN . m M 2=1. 787kN . m M 3=0. 735kN . m M 4=2. 631kN . m

AB 跨中1处配筋计算及数据表1-1

αs =

M 2873000

==0. 031

α1f c bh o 21. 0⨯14. 3⨯1000⨯802

ξ=1--2s =0. 031

A s =ξbh 0α`10. 45⨯

f c

=131. 35mm 2 f y

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y 802708080

A s =240mm 2

表1-1

ρmin

A A s =s ==0. 3%bh 01000⨯80

支座B 处配筋计算及数据表1-2

αs =

M 2694000

==0. 029 2

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯1000⨯80

ξ=1--2αs =0. 029

A s =ξbh 0α`10. 45⨯

f c

=122. 87mm 2 f y

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y 802708080A s A s

==0. 3%bh 01000⨯80

A s =240mm 2

ρmin =

1-2

BC 跨中2处配筋计算及数据表1-3

αs =

M 1787000

==0. 02 22

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯1000⨯80

ξ=1--2αs =0. 02

A s =ξbh 0α`10. 45⨯

f c

=87. 74mm 2 f y

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y

802708080A s A s

==0. 3%bh 01000⨯80

A s =240mm 2

1-3

ρmin =

支座C 处配筋计算及数据表1-4

αs =

M 2173000

==0. 024

α1f c bh o 21. 0⨯14. 3⨯1000⨯802

ξ=1--2αs =0. 024

A s =ξbh 0α`10. 45⨯

f c

=101. 69mm 2 f y

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y 802708080A s A s

==0. 3%bh 01000⨯80

A s =240mm 2

ρmin =

1-4

CD 跨中3处配筋计算及数据表1-5

αs =

M 735000

==0. 008 2

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯1000⨯80

ξ=1--2s =0. 008

A s =ξbh 0α`1

f c

=33. 90mm 2 f y

0. 45⨯

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y 802708080A s A s

==0. 3%bh 01000⨯80

A s =240mm 2

ρmin =

1-5

支座D 处配筋计算及数据表1-6

αs =

M 4798000

==0. 052 22

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯1000⨯80

ξ=1--2αs =0. 052

A s =ξbh 0α10. 45⨯

f c

=

224. 56mm 2 f y

f t 1001. 43100100⨯=0. 45⨯⨯=0. 3%0. 2%⨯=0. 3%f y 802708080A s A s

==0. 3%bh 01000⨯80

A s =240mm 2

1-6

ρmin =

支座E 处配筋计算及数据表1-7

αs =

M 5725000

==0. 063 221. 0⨯14. 3⨯1000⨯80α1f c bh o

ξ=1--2αs =0. 063

A s =ξbh 0α`1

f c

=275. 41mm 2 f y

1-7

次梁（200mm ×500mmm ）设计

（1）计算简图（按塑性内力重分布设计）

（2）荷载计算

板传来荷载 6.42×1.9=12.198kN/m 次梁自重 0.2×0.4×25=2 kN/m 次梁粉刷 0.02×0.4×2×17=2.72 kN/m 总计 14.47 kN/m 可变荷载 0.7×1.9=1.47 kN/m 总设计值 1.2×14.47+1.4×1.47=17.364 kN/m 1.35×14.47+1.4×0.7×1.47=20.98 kN/m

边跨l o 1=l n =3600-150-125=3325mm 中间跨l o 2=l n =3600-250=3575mm （3）内力计算 弯矩设计值

因为跨度相差小于0. 1，可按等跨连续梁计算

M A =-(q +g ) l o 1/24=-20. 98⨯3. 3252/24=-9. 67kN . m M 1=(q +g ) l o 1/14=-20. 98⨯3. 3252/14=16. 57kN . m M B =-(q +g ) l o 1/11=-20. 98⨯3. 3252/11=-21. 09kN . m M 2=M 3=(q +g ) l 02/16=20. 98⨯3. 5752/16=16. 76kN . m M c =-(q +g ) l 02/14=20. 98⨯3. 5752/14=-19. 16kN . m 剪力设计

V A =0. 5(g +q ) l 01=0. 5⨯20. 98⨯3. 325=34. 88kN V B 左

=0. 55(g +q ) l 01=0. 55⨯20. 98⨯3. 325=38. 37kN V B 右=V c =0. 55(g +q ) l 02=0. 55⨯20. 98⨯3. 575=41. 25kN （4）承载力计算

正截面受万承载力计算时跨内按T 形截面计算 翼缘宽度取值

b f =l /3=3600/3=1200mm b f =b +s n =200+1700=1900mm b +12h f =200+1200=1400mm 取b f =1200mm

C 30混凝土梁最小保护层20mm , 假定箍筋直径10mm , 纵向钢筋直径20mm , 则一排纵向钢筋460mm , 二排435mm

,

,

, ,

α1=1βc =1f c =14. 3N /mm 2

判别跨内截面类型

f t =1. 43N /mm 2f y =300N /mm 2f yv =300N /mm 2

α1f c b f , (h 0-h f , ) =1. 0⨯14. 3⨯1200⨯100⨯410=703. 56kN . m >M 跨max

经判别跨内截面均属于第一类T 形截面次梁配筋 A 支座配筋计算

αs =

M 9670000

==0. 016 22

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯200⨯460

ξ=1--2αs =0. 017

A s =ξbh 0α`1

f c

=74. 55m m 2f y

A s min =211. 6m m 2

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =s 0. 23%且0. 2%=0. 22%h 0f y h 0h 0

A s =226m m 2

实际配2φ12

跨中1配筋计算

αs =

M 165700000

==0. 005 , 22

α1f c b f h o 1. 0⨯14. 3⨯1200⨯460

ξ=1--2s =0. 005

A s =ξb f h 0α`1

,

f c

=131. 56m m 2f y

A s min =211. 6m m 2

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =s 0. 23%且0. 2%=0. 22%h 0f y h 0h 0

A s =226m m 2

实际配2φ12

支座B 配筋计算

αs =

M 210900000

==0. 035

α1f c bh o 21. 0⨯14. 3⨯200⨯4602

ξ=1--2αs =0. 036

A s =ξbh 0α`1

f c

=157. 88m m 2f y

A s min =211. 6m m 2

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =s 0. 23%且0. 2%=0. 22%h 0f y h 0h 0

A s =226m m 2

实际配2φ12

跨中2配筋计算

αs =

M 167600000

==0. 005 , 22

α1f c b f h o 1. 0⨯14. 3⨯1200⨯460

ξ=1--2αs =0. 005

A s =ξb f h 0α`1

,

f c

=131. 56mm 2 f y

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =0. 23%且0. 2%=0. 22% h 0f y h 0h 0

φ12A s min =211. 6mm 2 实际配2支座C 配筋计算

A s =22

αs =

M 191600000

==0. 032 22

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯200⨯460

ξ=1--2s =0. 033

f c

=144. 716mm 2f y

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =0. 23%且0. 2%=0. 22%A s min =211. 6mm 2 h 0f y h 0h 0

A s =226mm 2

实际配2φ12

斜截面受剪承载力

h w =h 0-h f 460-100=360mm , 因h w /b =1. 8

0. 25βc f c bh 0=0. 25⨯1⨯14. 3⨯200⨯460=328. 9kN >V max =41. 25kN 截面满足要求 V =0. 7f t bh 0=0. 7⨯1. 43⨯200⨯460=92. 092kN >V max =41. 25kN 只需配构造箍筋

,

采用φ6双支箍筋，弯矩调幅时要求的配筋率下限为0. 3f t /f yv =0. 3⨯箍筋间距最大值S =

A sv

236mm 取S =150mm

0. 12%b

14. 3

=0. 143%300

ρsv =

A sv 56. 6==0. 18%>0. 12%满足要求bs 200⨯150

次梁配筋表

主梁（250mm ×600mm ）设计

(1)计算简图

次梁传来荷载 14,47×5.7=82.749kN

主梁自重含粉刷 0.5×0.3×5.7×25+0.02×0.5×2×17×5.7=23.313 kN 总计 90.52 kN 可变荷载 1.4×5.7=8.379 kN 总设计值 1.2×90.52+1.4×8.379=120.36 kN 1.35×90.52+1.4×0.7×8.379=130.42 kN

过道线荷载 q=6.42×3.6=23.112 kN/m 主梁线荷载 g=23.313/5.7=4.09 kN/m 运用结构力学求解弯矩

1，AB 跨在集中荷载作用下的端弯矩

M AB =0M BA =ql 2/8=16. 61kN . m F Q AB =-3/8ql =-3⨯4. 09⨯5. 7/8=-8. 74kN 2，AB 跨在次梁传来的集中力荷载作用下的端弯矩

a=3800mm b=1900mm

M AB =0M BA =F QAB

Fab (l +b )

=69. 88kN . m 2l 2

Fa 2(2l +b ) 82. 749⨯3. 82⨯(2⨯5. 7+1. 9) =-=-3

2l 2⨯5. 73

=-42. 91kN

3，AB 跨在次梁传来的集中力荷载作用下的端弯矩

b=3800mm a=1900mm

M AB =0M BA =

Fab (l +b )

=87.35kN.m 2l 2

F QAB

Fa 2(2l +b ) 82. 749⨯1. 92⨯(2⨯5. 7+3. 8) =-=-

2l 32⨯5. 73

=-12. 26kN

AB 跨端弯矩M AB 及剪力F QAB 在以上三中情况下的弯矩叠加

M BA =16. 61+69. 88+87. 35=186. 71kN . m F Q AB =-8. 74+(-42. 91) +(-12. 26) =-63. 91kN 4，BE 跨在集中荷载作用下的端弯矩

M BE =ql 2/3=17. 33kN . m M EB =ql /6=8. 67kN . m 5，AB 跨中弯矩计算

2

L AB =

5700mm

∑M

α

s =

(A )

=0M 1+0. 5⨯4. 09⨯1. 92-63. 91⨯1. 9=0M 1=114. 05kN . m

M 170410000==0. 167 22

α1f c b h o 1. 0⨯14. 3⨯250⨯535

2

端处弯矩调幅 (2)承载力计算 正截面受弯承载力

跨内按T 形截面计算，因跨内设有间距小于主梁的次梁，翼缘计算宽度按

,

L/3=5.7/3=1.9m和b +s n =1. 95m 中较小值确定，取b f =1. 9m .

板混凝土保护层厚度20mm ，板上部钢筋8mm, 次梁上部纵筋直径12mm, 假定主梁上部纵筋直径20mm, 则一排钢筋h 0=600－40=560mm

二排钢筋，h 0=560-25=535mm B 支座边的弯矩设计值

M B =M B max -V 0b /2=-89. 78+130. 42⨯0. 25/2=-73. 48kN . m 1处弯矩

αs =

M 114050000

==0. 014 , 22

α1f c b f h o 1. 0⨯14. 3⨯1900⨯560

ξ=1--2αs =0. 014

A s =ξb f h 0α`1

,

f c 14. 3=0. 014⨯1900⨯560⨯=710. 05mm 2实际配4φ16, A s =804mm 2 f y 300

B 处配筋计算

αs =

M 89780000==0. 087 2

α1f c bh o 1. 0⨯14. 3⨯250⨯535

ξ=1--2s =0. 091

A s =ξbh 0α`1

f c 14. 3

=0. 091⨯250⨯535⨯=580m m 2f y 300

实际配2φ18, A s =636m m 2

E 处弯矩配筋计算

αs =

M 8670000==0. 004 21. 0⨯14. 3⨯1900⨯360α1f c b f h o

ξ=1--2αs =0. 004

A s =ξb f h 0α`1

,

f c 14. 3=0. 014⨯1900⨯360⨯=17. 10mm 2 f y 300

A s min =211. 6m m 2

ρmin .

h f h h

=0. 45. t . =0. 24%且0. 2%=0. 22%h 0f y h 0h 0

A s =402m m 2

实际配2φ16

斜截面受剪承载力验算截面尺寸

h w =h 0-h f =600-100=500mm h w /b =600/250=2. 4

0. 25βc f c bh 0=0. 25⨯1⨯14. 3⨯250⨯535=478. 16>V max =200. 82kN 截面尺寸满足要求 计算所需腹筋

157A sv

h 0=0. 7⨯1. 43⨯250⨯535+300⨯⨯535=260kN >V max s 200

,

V CS =0. 7f t bh 0+f yv

不需配置弯起钢筋 验算最小配筋率：

ρsv =

A sv 157f

==0. 31%>0. 24t 0. 1%满足要求 bs 250⨯200f yv

次梁俩侧附加横向钢筋的计算 次梁传来的集中力

次梁传来的集中力

F l =82. 749+8. 379=91. 128kN h 1=600-500=100mm , 附加箍筋布置范围

s =2h 1+3b =200+600=800mm , 取附加箍筋φ10-200双肢则在长度s 内可布置附加箍筋的排数m =800/200+1=5排，布置6排，次梁俩侧各布置3排，m . nf yv A sv 1=6⨯2⨯300⨯78. 5=283kN >91. 128kN

因主梁的腹板高度大于450mm , 需在梁侧设置纵向构造钢筋，每侧纵向钢筋的截面面积不小于腹板面积的0. 1%，且其间距不大于200mm , 现每侧配置2φ14, 308/(250⨯535) =0. 2%>0. 1%满足。