课程设计计算书60米文档格式.docx
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雪荷载
0.3
本工程主梁的跨度为10米，次梁的跨度为6米横向框架内布置叁根次梁，板的跨度为2米。
楼板的尺寸选定：
按厚度比要求
h≥2000/40=50mm
同时h≥70mm取h=100mm
框架横梁尺寸选定：
h=L/8∽L/12取h=L/10=6000/10=600mm
b=h/2∽h/3取b=250mm
纵向联系梁：
h=L/12=10000/12=833mm，取h=800mm
b=h/2∽h/3取b=300mm
次梁：
h=L/15∽L/20=10000/（15∽20）=600mm
b=h/2∽h/3=250mm
柱截面全高取600×
600mm
第二篇荷载标准值计算
2.1结构计算简图，持力层选定为第二层，选定基础顶面至±
0.000为0.9米，得底层层高为5.4米。
结构计算简图（单位：
10-3E）见附图
（一）
AB.BC跨梁i=2E×
0.3×
0.63/（12×
6）=1.8×
10-3E
二层柱i=E×
0.6×
4.2）=2.57×
一层柱i=E×
5.4）=2×
2.2恒载计算
40厚C20细石混凝土内配?
4@1500.04×
25=1
APP防水卷材4mm厚
25厚硬质聚氨脂泡沫板保温层0.025
20厚1:
2水泥砂浆找平层0.02×
20=0.4
1:
8厚水泥加气混凝土碎渣找坡0.19×
7.5=1.425
100厚钢筋混凝土现浇板0.1×
25=2.5
20厚板底抹灰，乳胶漆0.02×
17=0.34
屋面恒荷载5.69KN/M2
框架梁自重0.3×
25=4.5
抹灰0.02×
（0.7×
2+0.25）×
17=0.56
屋面框架梁线荷载5.06KN/M
纵向框架梁自重0.25×
0.75×
10×
25=46.88
（0.65×
2）×
17=4.42
纵梁传来屋面自重1×
5.69=56.9
边节点受集中荷载108.2KN
2+0.25）×
17=5.27
纵梁传来屋面自重56.9×
2=113.8
中节点受集中荷载165.95KN
次梁自重0.25×
25=37.5
（0.5×
17=4.26
次梁传来屋面荷载2×
5.69=113.8
次梁节点处受集中荷载155.56KN
100厚现浇钢筋混凝土板0.1×
20厚板底抹灰、刷乳胶漆0.02×
楼面恒荷载2.84KN/M2
17=0.561
楼面框架梁线荷载5.061KN/M
边跨纵向框架梁自重0.25×
纵梁传来楼面自重1×
2.84=28.40
外墙自重0.24×
（4.2-0.8）×
（10-0.6）×
19=145.74
扣窗-0.24×
（5.4×
2.4）×
19=-59.1
铝合金窗5.4×
2.4×
0.45=5.83
外墙抹灰（0.02+0.03）×
（3.45×
8.4-5.4×
17=13.62
柱自重0.6×
4.2×
25=37.8
柱抹灰4.2×
（0.02×
3+0.03×
0.6）×
17=3.86
边节点受集中荷载227.49KN
17=4.42
纵梁传来楼面自重2×
2.84=56.8
柱抹灰0.02×
4×
17×
4.2=3.43
中节点受集中荷载149.33KN
（0.25+0.5×
2）×
17=3.83
次梁传来楼面荷载2×
次梁处集中荷载98.13KN
2.3活荷载标准值计算
屋面活荷载标准值为0.7KN/M2,雪荷载0.3KN/M2,两者不能同时考虑,取大值0.7KN/M2;
楼面活荷载标准值为2.0KN/M2。
可得：
屋面板传于主梁活荷载集中力：
边节点：
Pa2=Pc2=1×
0.7=7KN
中节点：
P中2=2×
0.7=14KN
楼面板传于主梁活荷载集中力：
Pa1=Pc1=1×
2=20KN
P中1=2×
2=40KN
恒荷载作用下计算简图见附图
（二）
活荷载作用下计算简图见附图（三）
2.4风荷载计算：
基本风压w0=0.55KN/M2
风载体形系数μs=1.3
风震系数?
z=1.0
风压高度系数见下表
风压标准值计算公式：
wk=?
zμsμzw0
Pw=wkA
层次
?
z
μs
Z
μz
w0
A
Pw
2
1.0
1.3
9
1
0.55
37.8
25.95
4.8
0.96
43.2
30.89
风荷载作用下计算简图见附图（四）
第三篇板、次梁计算
3.1屋面板配筋计算
恒载：
g=5.69×
1.2×
1=6.8KN/M
活载：
q=1.4×
0.7×
1=0.98KN/M
g+q=6.8+0.98=7.78KN/M,取7.8KN/M
跨度计算：
边跨：
lo1=2000-300=1700mm
中跨：
lo2=2000-300=1700mm按五等跨连续板计算。
屋面荷载计算简图见附图（七）
弯距设计值：
查表得弯距系数αm分别为：
端支座-1/16；
边跨中1/14；
离端第二支座-1/11；
中跨中1/16；
中间支座-1/14。
MA=-1/16×
7.8×
1.72=-1.41KN.M
M1=1/14×
1.72=1.61KN.M
MB=-1/11×
1.72=-2.04KN.M
M2=-MA=1.41KN.M
MC=-M1=-1.61KN.M
正截面受弯承载力计算
板厚100mm，h0=100-20=80mmb=1000mm
C25混凝土α1=1.0fc=11.9KN/M2
HPB235钢筋fy=210KN/M2
板配筋计算过程列于下表：
截面
B
C
3
M
-1.41
1.61
-2.04
1.41
-1.61
αs
0.0181
0.0211
0.0267
ζ
0.0183
0.0213
0.0271
边
跨
计算As
84.78
96.80
122.66
实际配筋（mm2）
8@180
279mm2
中
0.8×
84.78=67.824
96.80=77.45
注：
为施工方便，统一选配?
8@180，分布筋?
6@180。
对轴线②-⑥轴间的板带，其跨中截面2，3的弯距设计值可折减20%。
计算结果表明，ζ均小于0.35，符合塑性内力重分布的原则，As/bh=279/（1000×
100）=0.279%,此值大于0.45ft/fy=0.45×
1.27/210=0.27%;
可以；
同时此值大于0.2%,符合要求。
3.2楼面板配筋计算
g=1.2×
2.84×
1=3.41KN
q=1.4×
2.0×
1=2.8KN
g+q=3.41+2.8=6.21KN取6.5KN
配筋计算过程及结果同屋面板。
3.3屋面纵向中间框架配筋计算
恒载设计值
板传来的恒荷载：
5.69×
2=11.38
次梁自重：
0.25×
25=3.75
次梁抹灰：
0.02×
（0.6×
17=0.49
小计：
15.62KN/M
恒载设计值：
15.62=18.74KN/M
活载设计值：
q=0.98×
2=1.96KN/M
g+q=18.74+1.96=20.70KN/M
计算跨度：
边跨l01=10000-240-250=9510mm,中间跨l01=10000-600=9400mm,因跨度相差小于10%，可按等跨连续梁计算，屋面次梁计算简图见附图（八）
端支座：
-1/24，边跨中：
1/14
离端第二支座：
-1/11，
离端第二跨跨中：
1/16
中间支座：
-1/14，
中间跨跨中：
1/16
弯距设计值：
MA=-1/24×
20.70×
9.512=-78.00KN.M
9.512=133.72KN.M
9.42=-166.28KN.M
M2=M3=1/16×
9.42=114.32KN.M
MC=-M1=-133.72KN.M
VA=0.5×
9.51=98.43KN
VBL=0.55×
9.4=107.02KN
VBR=107.02KN
VC1=107.02KN
VCR=107.02KN
b’f=l/3=10000/3=3333mm
b’f=b+sn=300+1700=2000mm
取b’f较小值，即b’f=2000mm
C25混凝土：
α1=1.0
fc=11.9KN/MM2
ft=1.27KN/MM2
纵向HRB400钢筋：
fy=360KN/MM2
箍筋HPB235：
fyv=210KN/MM2
α1fcb’fh’f（ho-h’f/2）=1.0×
11.9×
2000×
100×
（715-50）=1582.7KN.M>
Mu
故跨内截面均属第一类T形截面
正截面计算过程列表如下：
（注：
C表示HRB400）
-78
133.72
-166.28
114.32
-133.72
αS
0.064
0.01
0.014
0.009
0.066
As（mm2）
312
524
652
444
选配钢筋
2C16
402mm2
3C16
603mm2
4C16
804mm2
402mm2
2.3.4.2斜截面受剪承载力
验算截面尺寸：
hw=ho-h’f=715-100=615mm
hw/b=615/300=2.05<
4属厚腹梁，
截面尺寸按下式验算：
0.25βcfcbh0=0.25×
1×
300×
715=638.1KN>
Vmax=107.02KN
截面尺寸符合要求。
0.7ftbh0=0.7×
1.27×
715=190.69KN>
107.02KN故可按箍筋的最小配筋率设置箍筋，取?
8@150,沿梁长不变。
ρsv=Asv/bs=101/300×
150=0.22%
配筋率下限：
ρmin=0.3ft/fy=0.3×
1.27/210=0.18%
ρsv>
ρmin,满足要求。
3.4楼面次梁配筋设计
恒载设计值：
次梁自重3.75
抹灰0.49
板传来的恒载2.84×
25.68
9.92KN/M
g=1.2×
9.92=11.90KN/M
活载：
q=1.4×
2×
2=5.6KN/M
g+q=11.90+5.6=17.50KN/M
楼面次梁配筋按屋面次梁设计配筋；
取楼面次梁进行最不利设计。
3.5次梁最不利设计
，活荷载布置在1,2,4跨
MB=-0.105gl2-0.119ql2
=-0.105×
11.90×
9.512-0.119×
5.6×
9.512=-173.27KNM
VBL=-0.606gl-0.620ql
=-0.606×
9.51-0.62×
9.51=101.60KNM
VBR=0.526×
9.4+0.598×
9.4=90.32KNM
，活载布置在1，3，5跨；
MB=-0.105gl2-0.053ql2
9.42-0.053×
9.42=136.63KN
VBL=-0.606gl-0.553ql
9.4-0.553×
9.4=96.90KN
VBR=0.526gl+0.013ql
=0.526×
9.4+0.013×
9.4=59.52KN
MB=-173.27<
-166.2811.9/360=770mm2
原4C16满足要求。
按原设计的剪力值均大于最不利设计时的剪力值，故原设计的斜截面配筋不需调整，仍按?
8@150，沿梁长通长配置。
第四篇框架结构内力计算
4.1恒载作用下内力
（见附图二）
屋面A2点：
SA2B2=4×
3.2=12.8
SA2A1=4×
0.9×
2.57=9.25
则：
μA2B2=12.8/（12.8+9.25）=0.58
μA2A1=0.42
B2点：
SB2A2=12.8
SB2C2=12.8
SB2B1=4×
μB2A2=0.37
μB2C2=0.37
μB2A2=0.26
楼面A1点：
SA1A2=2×
2.57×
0.9=4.63
SA1A0=4×
2=8
SA1B1=4×
μA1A2=4.63/（4.63+8+12.8）=0.18
μA1A0=0.31
μA1B1=0.51
楼面B1点：
SB1A1=12.8
SB1C1=12.8
SB1B2=9.25
SB1B0=8
μB1A1=0.3
μB1C1=0.3
μB1B2=0.22
μB1B0=0.18
MA2B2=-1/12gl2-1/8Pl-9/16Pl-3/64Pl
=-1/12×
5.06×
62-1/8×
155.56×
6-9/64×
6-3/64×
6=-306.855KN.M
MB2A2=306.855KN.M
MB1C1=-306.855KN.M
MC1B1=306.855KN.M
楼面
MA1B1=-1/12gl2-5/16Pl
62-5/16×
98.13×
6=-168.81KN.M
MB1A1=168.81KN.M
MB1C1=168.81KN.M
MC1B1168.81KN.M
4.1.4用分层法求弯距图
屋面
0.42
0.58
0.37
-306.855306.855
128.875
177.9888.99
-73.23-146,46
30.76
42.4721.24
-3.93-7.86
1.65
2.281.14
-0.21-0.42
0.09
0.120.06
161.38
161.38263.55
1/3
53.79
4.1.4.2楼面
13.14
39.43
0.01
0.33
8.7
30.39
0.18
0.51
0.31
-168.81168.81
81.88
86.93143.05
-31.78-63.56
16.2
16.28.1
-1.22-2.43
0.6
0.620.31
-0.05-0.09
0.03
0.020.01
98.71
-98.09154.2
1/2
47.61
A2
179.8
-161.38
-7.74
-10.68
172.06
-172.06
A1
98.71
66.73
-98.09
-20.88
-12.12
-34.35
77.83
54.61
132.44
注：
C1，C2节点同A1，A2节点
4.1.4.4.1弯距图（见附图九）：
恒载作用下M图（KN.M）
图中集中荷载处弯距值计算
屋面：
M11=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[172.06+（329.88-172.06）/4]=3/32×
6.58×
82+3/16×
139.64×
8+1/8×
8+1/16×
8-242=216.38KN.M
M12=ql2/8+Pl/8+Pl/4+Pl/8-[212.73+（263.55-212.73）/2]=1/8×
62+1/8×
6+1/4×
6+1/8×
6-238.14=251.31KN.M
M13=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[172.06+3×
（263.55-172.06）/4]=3/32×
62+3/16×
6+1/16×
6-240.68=126.41KN.M
楼面：
M11=3ql2/32+3Pl/16+Pl/8+Pl/16-[132.44+（154.2-132.44）/4]=3/32×
6-[132.44+（154.2-132.44）/4]=99.99KN.M
M12=1/8×
62+Pl/2-[132.44+（154.2-132.44）/2]=152.08KN.M
M13=3/32×
62+3/8×
调幅
取弯距调幅系数β=0.85,则
MA2B2=MC2B2=0.85×
172.06=146.25KN.M
MB2A2=0.85×
263.55=224.02KN.M
MB2C2=-224.02KN.M
MA1B1=MC1B1=0.85×
132.44=112.57KN.M
MB1A1=-MB1C1=0.85×
154.2=131.07KN.M
集中荷载处弯距值计算
屋面:
M11=3ql2/32+3Pl/8-[224.02+（224.02-146.25）/4]=3/32×
6-243.46=123.63KN.M
62+155.56×
6/2-[146.25+（224.02-146.25）/2]=304.32KN.M
6-[146.25+3×
（154.2-132.44）/4]=215.40KN.M
M11=3ql2/32+3Pl/8-[112.57+（131.07-112.57）/4]=3/32×
6-[112.57+（131.07-112.57）/4]=120.68KN.M
62+98.13×
6/2-[112.57+（131.07-112.57）/2]=195.34KN.M
6-[112.57+3×
（131.07-112.57）/4]=111.43KN.M
调幅后弯距图见附图（十）KN.M
4.1.4
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