计算书手算部分.doc

《计算书手算部分.doc》由会员分享，可在线阅读，更多相关《计算书手算部分.doc（40页珍藏版）》请在得力文库 - 分享文档赚钱的网站上搜索。

1、秭归市商住楼设计计算书学 生：陆博凌指导老师：姜袁 彭刚三峡大学土木水电学院一.设计概况1. 建设项目名称:商业步行街商住楼2. 建设地点: 宜昌市秭归县3. 设计资料:本工程位于秭归市城区，为综合性公共建筑，它包括一般上层住宅、下层商场及辅助用房等，商场三层，住宅18层。总建筑面积约5900。整栋建筑为全现浇钢筋混凝土框架结构，该建筑耐火等级及结构安全等级均为二级，其屋面防水等级为三级，抗震设防烈烈度为7度（设计基本地震加速度为0.10g，设计地震分组为第一组），框架抗震等级为三级。基本风雪压0.40 KN/m2，场地土属二类。屋盖采用普通现浇连续板，楼盖采用预应力空心板，基础采用桩基础。

2、4.其他设计资料：4.1地质水文资料：. 地形概述：本工程拟建场地的地形平缓，下伏基岩完整，强度良好，无大的断裂通过和其他不良地质现象，建筑场地稳定，适宜建筑物的兴建，其地面标高在 75.28 m75.00 m（黄海绝对高程系）之间。. 地下水位：根据钻孔实测结果，本工程地下水位标高在 30.85 m30.59 m之间；其地下水质经取样分析，对各种混凝土均无侵蚀作用。. 地层土质：第一层为杂填土，填土成分复杂，结构松散，fak =100 kPa；第二层为素填土层，该层厚度变化大，回填不均,fak =130 kPa；第三层为粉质粘土层，但仅局部分布，且厚度薄，fak =200 kPa;第四层为强

3、风化砂岩, 厚度不均，稳定性较差，fak= 1500 kPa；第五层为中风化砂岩，力学强度高，fak =2500 kPa。4.2.气象资料：全年主导风向：偏南风；夏季主导风向：东南风 ；冬季主导风向：北偏西风 。基本风压为：0.3kN/m2（B类场地），基本雪压为：0.30kN/m24.3.抗震设防要求：七度二级设防4.4.地面标高：坪标高为0.000，相当于绝对标高31.45m。二.结构计算书1.结构布置方案及结构选型1.1.结构承重方案选择 根据建筑功能要求以及建筑施工的布置图，本工程确定采用框架承重方案，框架梁、柱布置参见结构平面图。1.2.主要构件选型及尺寸初步估算本多层办公楼为现浇钢

4、筋混凝土结构，假定框架柱嵌固于基础顶面，框架梁与柱刚接。梁跨度取顶层柱截面形心轴之间的距离。底层柱高从基础顶面算至二层楼面，基顶标高根据地质条件、室内外高差等因素定为-3.5m，二楼楼面标高为4.m，故底层柱高为8.0m，其余各层的柱高取层高，即4.5m。由此可以得到本办公楼轴线横向框架计算单元的计算简图如图1所示。图一、框架结构计算简图1.2.1. 主要构件选型（1） 梁板柱结构形式：现浇钢筋混凝土结构（2） 墙体采用：小型混凝土空心砌块（3） 墙体厚度：200（4） 基础采用：箱型基础+桩基础1.2.2 梁柱截面尺寸的确定(1)柱截面尺寸的确定柱截面尺寸初估时，可用下列经验公式粗略确定：式

5、中 G折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可近似取； F按简支状态计算的柱的负荷面积；n验算截面以上楼层层数；考虑地震作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3，中柱取1.2；混凝土轴压强度设计值；框架柱轴压比限值，见抗震规范第6.3.7条；柱截面面积，选正方形，边长为。图二、一榀框架计算平面图因为柱的混凝土强度等级为，故，轴压比为0.8，一般负荷面积A柱为，B柱为，C柱有，D柱有，E柱为。各层的近似取，所以得第一层一般柱截面面积为：A柱 B柱 C柱 D柱 E柱 柱取方形截面，则一般中柱与边柱边长分别为和。轴轴柱边长分别为和根据上述计算结果并考虑高层规程JGJ3-2002第6.4.1条的规定，

6、本设计的柱截面尺寸取值如下：均取为：800mm800mm。 (2)梁截面尺寸的确定：框架梁的宽度考虑墙体的厚度等因素，取250mm；梁高为（1/81/12）跨长考虑。该框架为横向承重，根据梁跨度初步确定为：1.2.2. 梁柱截面尺寸估算主要承重框架:因为梁的跨度较接近7200mm,可取其跨度进行计算.取L=7200mm h=(1/81/12)L=600mm900mm 取h=800mm. 225mm400mm 取b=400mm 满足b200mm且b= 800/2=400mm故主要框架梁初选截面尺寸为：bh=400mm800mm一般楼板为预应力空心板，卫生间采用现浇板，板厚均采用120mm，满足板

7、厚与短跨跨长之比不小于的刚度要求。根据梁的截面尺寸计算梁截面惯性矩时，现浇半部分考虑到现浇楼板的作用，边框架梁取(为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩)；中框架梁取1.3.理论依据以及计算简图.三个假设：平面结构假定：认为每一方向的水平力只由该方向的抗侧力结构承担，垂直于该方向的抗侧力结构不受力；楼板在自身平面内在水平荷载作用下，框架之间不产生相对位移；不考虑水平荷载作用下的扭转作用.计算简图：根据结构平面布置图,选定第(2-1)轴线作为计算单元。图三、结构平面计算简图框架梁跨度(按柱中心线确定)：框架柱高度： 取底层:H1=4500+3.500 =8000mm （如图2）其它层:H2=H3=H

8、4=4500mm 框架刚度计算1.4.1.梁柱惯性矩,线刚度,相对线刚度计算：1.4.1框架刚度计算梁柱惯性矩计算框架梁： 边框架梁： 中框架梁： 柱1.4.2.梁柱线刚度计算根据公式 i=EI/l,可以得出梁柱的线刚度如下(E=EC)梁：iDE=2.5991010E/7200=3.555106E ICD=3.4132109E/7500=4.551106E iBC=3.41321010E/6000=5.688106E iAB=2.599109E/6300=4.063106E 柱：底柱: iG1G=3.41321010E/8000=4.62665106E 上柱: iG2G1=3.41321010

9、E/4500=7.584105E1.4.3梁柱相对线刚度计算取iG1G值作为基准值1.00算得梁柱的相对线刚度标于图4中图四、梁柱相对线刚度图形2荷载与地震作用计算2.1 永久荷载2.1.1作用于框架梁上的荷载2.1.1.1 屋面恒载小瓷砖层 0.55kN/m2 三毡四油屋面防水层 0.4kN/m21:3水泥沙浆找平层 20mm 0.4kN/m2水泥蛭石板保温层 60mm 0.12kN/m21:8水泥炉渣找坡 80mm 1.44kN/m21:3水泥沙浆找平层 20mm 0.4kN/m2现浇钢筋混凝土板 120mm 3.0kN/m2板底抹灰 20mm 0.4kN/m2 合计屋面恒载 6.71kN

10、/m2 2.1.1.2 楼面恒载水磨石地面 0.65kN/m2现浇钢筋混凝土板 120mm 3.0kN/m2板底抹灰 20mm 0.4kN/m2 合计4.05kN/m22.1.1.3梁自重主要框架梁：0.40.8258 KN/m2.1.1.4 柱自重上层柱： 0.80.8254.5=72 kN /根底层柱： 0.80.8258.0=128kN /根2.1.1.5墙自重及两面抹灰 女儿墙：1.00.128=0.96KN/m 两面抹灰： 0.8kN/m13层墙:：0.24（4.5-0.8）4.5=4.0 KN/m2.1.2.1 作用在框架梁上的恒载 楼面荷载分配按双向板进行荷载等效分配短向分配：5

11、aq/8长向分配：(参见图3)顶层：G1=6.7112.96=86.96KN G2=6.7114.04=94.20 KN G3=6.719=60.39KN G4=6.719.94=66.70 KNG5=6.7112.6=84.54KN G6=6.7112.7=85.217KNG L1=0.40.8257.2=57.6KN GL2=0.40.8257.5=60 KN G L3=0.40.8256=48KN GL4=0.40.8256.3=50.4 KNA1: q1=0.753.66.71=18.117KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqED= q1+qL1=18.117+8=26.1

12、17 KN/mA2: q1=0.753.66.71=18.117KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqDC= q1+qL1=18.117+8=26.117 KN/m根据短向分配系数可得A2=5/8=0.625q1=0.6253.06.71=12.581KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqBC= q1+qL1=12.581+8=20.58 KN/mA2=5/8=0.625q1=0.6253.36.71=13.8391KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqAB= q1+qL1=13.839+8=21.839 KN/mFE=86.96+57.6=144.56KN FD

13、=144.56+（86.96+94.20）/2+60/2=265.14KNFC=（86.96+94.20+84.54+60.39）2+(60+48+57.6)/2=203.575 KNFB=(60.39+84.54+85.217)/2+(60+48+57.6)/2=197.8735KN FA=(85.217+66.70)/2+(57.6+50.4)/2=129.9585 KN标准层:G1=4.0512.96=52.488KN G2=4.0514.04=56.862 KN G3=4.059=36.45KN G4=4.059.94=40.257KNG3=4.0512.6=51.03KN G4=4.

14、0512.7=51.435KNGL1=0.40.8257.2=57.6KN GL2=0.40.8257.5=60 KN GL3=0.40.8256=48KN GL4=0.40.8256.3=50.4 KNA1: q1=0.753.64.05=10.93KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqED= q1+qL1=10.935+8=18.93KN/m根据短向分配系数可得A2=5/8=0.625q1=0.6253.04.05=7.593KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqBC= q1+qL1=7.59375+8=15.593 KN/mA3=5/8=0.625q1=0.6253.

15、04.05=7.593KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqBC= q1+qL1=7.59375+8=15.593 KN/mA4=5/8=0.625q1=0.6253.34.05=8.353KN/m qL1=0.40.825=8KN/mqAB= q1+qL1=8.+8=16.353 KN/mFE=52.488+57.6=110.088KN FD=52.488+57.6+（52.488+56.862）/2+60/2=194.763KNFC=（52.488+56.862+51.03+36.45）2+(60+48+57.6)/2=181.215 KNFB=(36.45+51.03+51.4

16、35)/2+(60+48+57.6)/2=152.2575KN FA=(51.435+40.257)/2+(57.6+50.4)/2=99.846 KN2.1.2.2 恒荷载作用在框架柱上的集中荷载顶层：FE=86.96+57.6=144.56KN FD=144.56+（86.96+94.20）/2+60/2=265.14KNFC=（86.96+94.20+84.54+60.39）2+(60+48+57.6)/2=203.575 KNFB=(60.39+84.54+85.217)/2+(60+48+57.6)/2=197.8735KN FA=(85.217+66.70)/2+(57.6+50.

17、4)/2=129.9585 KN标准层：FE=52.488+57.6=110.088KN FD=52.488+57.6+（52.488+56.862）/2+60/2=194.763KNFC=（52.488+56.862+51.03+36.45）2+(60+48+57.6)/2=181.215 KNFB=(36.45+51.03+51.435)/2+(60+48+57.6)/2=152.2575KN FA=(51.435+40.257)/2+(57.6+50.4)/2=99.846 KNE列柱：顶层柱：F3=144.56+72=216.56 二层：F2= F3+110.088+72=398.64

18、8一 层：F1= F2+110.088+128=636.736D列柱：顶层柱：F3=265.14+72=337.14KN 三层：F2= F3+ 194.763+72=603.903KN二层：F1= F2+ 194.763+72=926.666KN C列柱：顶层柱：F3=203.575+72=275.575 KN 二层：F2= F3+181.215+72=528.79 KN一 层：F1= F2+181.215+72=838.005 KNB列柱：顶层柱：F3=197.87+72=269.87 KN 二层：F2= F3+155.25+72=497.12 KN一 层：F1= F2+155.25+72=

19、783.37KNA列柱：顶层柱：F3=129.95+72=269.87 KN 二层：F2= F3+99.85+72=373.80 KN一 层：F1= F2+99.85+72=601.65KN恒荷载作用下框架的受荷简图（设计值）如图5图五、恒荷载作用下框架的受荷简图2.2 竖向可变荷载查荷载规范：商场楼面均布活荷载标准值为3.5kN/m2 ,上人屋面均布活荷载标准值为2.0kN/m2。 DE 跨： 顶层q=0.753.62.0=5.4kN/m标准层q=0.753.63.5=9.45kN/mCD 跨： 顶层q=0.753.62.0=5.4kN/m标准层q=0.753.63.5=9.45kN/mBC

20、 跨： 顶层q=0.6253.02.0=3.75 kN/m标准层q=0.6253.03.5=6.56 kN/mAB 跨： 顶层q=0.6253.32.0=4.12 kN/m标准层q=0.6253.33.5=7.22 kN/mE列柱：顶层柱：F3=2.0(7.27.2)/4=25.92 KN 二 层：F2= F3+3.5(7.27.2)/4=71.18 KN一 层：F1= F2+3.5(7.27.2)/4=116.64 KND列柱：顶层柱：F3=2.0(7.27.2)/4+(7.27.5)/4=52.92 KN 二 层：F2= F3+3.5(7.27.2)/4+(7.27.5)/4=145.53

21、 KN一 层：F1= F2+3.5(7.27.2)/4+(7.27.5)/4=238.14 KNC列柱：顶层柱：F3=2.0(7.27.5)/4+(7.26)/4=48.6KN 二 层：F2= F3+3.5(7.27.5)/4+(7.26)/4=133.65 KN一 层：F1= F2+3.5(7.27.5)/4+(7.26)/4=218.7 KNB列柱：顶层柱：F3=2.0(7.26.6)/4+(7.26)/4=45.36KN 二 层：F2= F3+3.5(7.26.6)/4+(7.26)/4=124.74 KN一 层：F1= F2+3.5(7.26.6)/4+(7.26)/4=201.24

22、KNA列柱：顶层柱：F3=2.0(7.26.6)/4=23.76 KN 二 层：F2= F3+3.5(7.26.6)/4=65.34 KN一 层：F1= F2+3.5(7.26.6)/4=106.92 KN图六、活荷载作用下框架的受荷简图3.风荷载计算风压标准值计算公式为： =zszo本地区基本风压为：w0=0.3楼高H30m；地面粗糙类别为B类；风振系数：Z=1+Hi/H/Z 因结构高度H16.000m30m,可取z1.0；对于U平面s1.4；z可查荷载规范得到，当查得得z 1.0时，取z1.0。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1所示。 表1 层次1234Hi（第i

23、层距离室外地面的高度）4.809.3013.8018.30wk=zszwoFWki= wkiAi 表2翼缘部分层ZzszW0WkFWk314.81.00.81.14 0.300.277.29210.31.000.246.4814.81.000.246.912.3.1水平风载作用下的层间剪力图如下：图七、水平风载作用下的层间剪力图2.4 水平地震作用计算2.4.1 重力荷载代表值（恒载+0.5活载） 2.4.1.1 恒载 屋面重力值：G面=6.71（51.84+54+43.2+47.52）=1318.91KN 楼板重力值：G板=4.05（51.84+54+43.2+47.52）=790.07KN

24、 梁重力值：G梁=8（7.2+7.5+6+6.6）=218.4KN 柱重力值：G上柱=725=360KN G底柱=1285=640KN墙重力值：G女儿墙=（7.2+7.5+6+6.6）（0.96+0.8）=48.048KNG标墙=4.0（7.2+7.5+6+6.6）=109.2KN2.4.1.2 活荷载 屋面: Q=2.0（51.84+54+43.2+47.52）=393.12KN 楼面: Q=3.5（51.84+54+43.2+47.52）=687.96KN2.4.1.3 重力荷载代表值 G3= G板/2+G梁+G上柱+G女儿墙+F活/2 =1318.91/2+218.4+360+48.04

25、8+393.1/2=1482.453KN G2= G板/2+G梁+G上柱+ G标墙+F活/2 =790.07/2+218.4+360+109.2+687.96/2=1426.615KN G2= G1= 1426.615KN图八、质点重力荷载代表值见2.4.2 水平地震力作用下框架的侧移验算2.4.2.1 横梁线刚度为了简化计算，框架梁截面惯性矩增大系数取1.2顶层:DE跨：kb= iG4F4=3.5551063.45104=12.264751010NmmCD跨：kb= iG4F4=4.5511063.45104= 15.70091010NmmBC跨：kb= iG4F4=5.6881063.45

26、104= 19.62361010NmmAB跨：kb= iG4F4=4.0631063.45104= 14.017351010Nmm其他层：DE跨：kb= iG4F4=3.5551063.35104=11.90921010NmmCD跨：kb= iG4F4=4.5511063.35104= 15.24581010NmmBC跨：kb= iG4F4=5.6881063.35104= 19.05481010NmmAB跨：kb= iG4F4=4.0631063.35104= 13.61101010Nmm三层柱：kb= iG4F4=4.62661063.45104=15.96171010Nmm二层住：kb=

27、 iG4F4=4.62661063.35104= 15.49901010Nmm底层住：kb= iG4F4=7.5841063.35104= 25.40641010Nmm2.4.2.3 框架柱的侧移刚度D值顶层D值的计算 Dk=kb /2 kc=k/(2+k)D=12kc /h2(KN/m)边柱E0.7800.28026483中柱D1.7260.46343791中柱C2.18100.52149277中柱B2.0770.50948142中柱A0.8650.30228563中间层D值的计算Dk=kb /2 kc=k/(2+k)D=12kc /h2(KN/m)边柱E0.7680.27725441中柱D

28、1.75200.46742892中柱C2.1560.51847575中柱B1.6000.44440779中柱A0.8780.30528012底层D值的计算Dk=kb /2 kc=k/(2+k)D=12kc /h2(KN/m)边柱E0.4680.1909051中柱D1.0680.34816577中柱C1.3500.40319197中柱B1.2850.39118626中柱A0.5350.211100512.4.2.4 计算框架自振周期 各层D值汇总各层D值汇总 D值/层次柱类型3层（D值3根数） 2层（D值3根数） 1层（D值3根数）边柱E轴264831=26483254411=254419051

29、1=9051A轴285631=28563280121=28012100511=10051中柱D轴437911=43791428921=42892165771=16577C轴492771=49277475751=47575191921=19192B轴481421=48142407791=40779100511=10051D（KN/m）73497按顶点位移法计算，考虑轻质砌块墙对框架刚度的影响，取基本周期调整系数0=0.8，计算公式为1=1.70,式中T为顶点位移。按D值法计算。见表横向框架顶点位移计算 表8层次Gi(kN)Di ii1=Gi/Di(m)31482.41482.40.0070.08

30、021426.62909.00.0150.7311426.64335.6734970.0580.058 T1=1.70.8=0.31s2.4.2.5 水平地震作用标准值和位移的计算 多遇地震作用下，设防烈度为7度，查表max=0.08.深圳市反应谱特征周期查表Tg=0.35s,0.1T1Tg2.4.2.6 水平地震作用计算 因为T1=0.31s1.4Tg=1.40.35=0.49s.不需考虑顶部附加水平地震作用。结构总水平地震作用标准值：FEK=1Geq=0.080.854335.6=295KN 1482.44.5+1426.64.5+1426.68.0=24503.3KN同理：F2=77.3

31、KN F3=137.4KN；Fi , Vi和Ue的计算（见表9）Fi,Vi和Ue的计算层次321Fi(KN)80.377.3137.4Vi(KN)80.3157.6295 D(KN/m)73497Ue(m)0.00040.00080.004图九、横向框架各层水平地震作用和地震剪力每根柱剪力计算如下:每根柱剪力计算如下:三层: VE3= VD3 =VC3= VB3= VA3=80.3+1/5=16.06KN二层: VE2= VD2 =VC2= VB2= VA2=(80.3+77.3)1/5=31.52KN一层: VE1= VD1 =VC1= VB1= VA1=(80.3+77.3+137.4)1

32、/5=59KN图十、地震剪力计算简图形梁端弯矩计算如下:三层:ME3D3=MD3D2=16.062.25=36.13KNmMD3E3=0.768/(0.768+0.984)36.13=15.76 KNmMD3C3=0.984/(0.768+0.984)36.13=20.37 KNmMC3D3=0.984/(0.984+1.230)36.13=16.06 KNmMC3B3=1.230/(0.984+1.230)36.13=20.07 KNmMB3C3=1.230/(1.230+0.878)36.13=21.08 KNmMB3A3=0.878/(1.230+0.878)36.13=15.05 KN

33、mMA3B3=MA3A2=16.062.25=36.13KNm二层:ME2D2=MD3D2=16.062.25+31.522.25=107.05KNmMD2E2=0.768/(0.768+0.984)107.05=46.92KNmMD2C2=0.984/(0.768+0.984)107.05=60.13 KNmMC2D2=0.984/(0.984+1.230)107.05=47.58 KNmMC2B2=1.230/(0.984+1.230)107.05=59.47 KNmMB2C2=1.230/(1.230+0.878)107.05=62.46 KNmMB2A2=0.878/(1.230+0.

34、878)107.05=44.59 KNmMA2B2=MA3A2=16.062.25+31.522.25=107.05KNm一层:ME1D1=MD1D1=31.522.25+592.67=228.25KNmMD1E1=0.768/(0.768+0.984)228.25=100.05KNmMD1C1=0.984/(0.768+0.984)228.25=128.20 KNmMC1D1=0.984/(0.984+1.230)228.25=101.44 KNmMC1B1=1.230/(0.984+1.230)228.25=126.81 KNmMB1C1=1.230/(1.230+0.878)228.25

35、=133.19 KNmMB1A1=0.878/(1.230+0.878)228.25=95.06 KNmMA1B1=MA1A1=31.522.25+592.67=228.25KNm图十一、弯矩图 （KNM）图十二、梁简力图（KN）图十三、柱轴力图（KN）3. 荷载作用下框架的内力分析3.1 恒荷载作用下框架的内力分析恒荷载作用下框架的受荷简图如图5所示。3.1.1横荷载作用下框架的弯矩计算3.1.1.1 梁的固端弯矩可按下面方法求得： ED跨： 顶层:MED26.1177.22/12112.825KNm MDE112.825KNm其他层:MED18.937.22/1281.777KNm MDE

36、81.777KNmDC跨：顶层:MDC26.1177.52/12122.423KNm MCD122.423 KNm其他层:MDC18.937.52/1288.734KNm MCD88.734 KNmCB跨：顶层:MCB20.586.02/1261.74KNm MBC61.74KNm其他层:MCB15.596.02/1246.77KNm MBC46.77KNmBA跨：顶层:MBA21.8396.32/1272.232 KNm MAB72.232 KNm其他层:MBA16.356.32/1254.077 KNm MAB54.077KNm3.1.1.2 根据梁、柱相对线刚度，算出各节点的弯矩分配系数

37、ij，如图2所示。 如：E3点： E3D3=0.227 G3G2=0.773用弯矩分配法计算框架内力，传递系数为，各节点分配二次即可。其计算步骤和结果参见下图表。3.1.1.3 梁的跨内最大弯矩的求法。 M跨中=ED跨：顶层:M跨中26.1177.22(1/8-1/12)56.864KNm Mmax=MDE112.825 KNm其他层:M跨中18.937.22(1/8-1/12)41.215KNm Mmax=MDE81.777 KNmDC跨：顶层:M跨中26.1177.52(1/8-1/12)56.864KNm Mmax=MCD122.423KNm其他层:M跨中18.937.52(1/8-1/

38、12)20.575KNm Mmax=MCD88.734KNmCB跨：顶层:M跨中20.586.02(1/8-1/12)31.117KNm Mmax=MBC61.74KNm其他层:M跨中15.596.02(1/8-1/12)23.572KNm Mmax=MBC46.77KNmBA跨：顶层:M跨中21.8396.32(1/8-1/12)36.405 KNm Mmax=MAB72.232 KNm其他层:M跨中16.356.32(1/8-1/12)27.255KNm Mmax=MAB54.077 KNm恒载作用下的弯矩图如图图十七、恒载作用下弯矩图 （单位：KNm）图十八、恒载作用下梁的剪力图 （单位：KN）图十九、恒载作用下梁的轴力图 （单位：KN）.活荷载作用下框架的内力计算3.2.1楼面活载作