某单位二层仓库,建筑物平面图,立面图及剖面图见附图《钢筋混凝土结构》课程设计|平面图立面图剖面图怎么看
来源:中华会计网 发布时间:2020-03-24 点击:
某单位二层仓库,建筑物平面图,立面图及剖面图见附图《钢筋混凝土结构》课程设计
目
录
1.工程概况与设计资料
1.1设计题目
1.2设计内容
1.3结构形式
1.4水文地质
1.5设计荷载
1.6楼屋面做法
1.7材料
1.8建筑物平面尺寸、使用荷载
1.9参考资料
1.10附图(建筑图)
2.现浇钢筋混凝土主次梁单向板楼盖设计(按弹性理论)
2.1截面尺寸假定
2.2板配筋设计(取1m板带)
2.3次梁配筋设计
2.4主梁配筋设计
2.5局部双向板(单块板)
3.钢筋混凝土板式楼梯配筋设计
3.1.梯段斜板设计
3.2平台板配筋设计
3.3平台梁配筋设计
4.混合建筑物墙体设计 -
4.1静力计算方案确定
4.2底层纵墙高厚比验算
4.3底层纵墙承载力验算
5.柱配筋设计
5.1 计算简图
5.2荷载计算
5.3 配筋计算
5.4 柱配筋图
6.混合结构建筑物基础设计
6.1 墙下条形基础
6.2柱下独立基础
1.工程概况与设计资料
1.1设计题目
某单位二层仓库,建筑物平面图、立面图及剖面图见附图。
1.2设计内容
(1)按建筑功能要求确定主要承重体系,选择结构方案;
(2)按选定的结构方案,假定主要构件的截面尺寸;
(3)结构构件的设计与计算;
(4)结构施工图绘制。
1.3结构形式
采用混合结构,楼屋盖为钢筋混凝土单向板主次梁,竖向承重结构为内框架,基础为钢 筋混凝土柱下独立基础和墙下条形基础。楼梯为现浇钢筋混凝土板式楼梯。
1.4水文地质
地基土层自上而下为:人工填土,层厚0.6~1.0m;褐黄色粘土,层厚4.0~4.5m,fa =80 kN/m2, γ=19 kN/m 3;灰色淤泥质粉土,层厚20~22m, fa =70 kN/m 2, γ=18 kN/m 3;暗绿色粘质粉土,未穿, fa =160 kN/m 2,γ=20 kN/m 3。地下水位在自然地表以下0.8 m,水质对结构无侵蚀作用。基础持力层为褐黄色粘土层。
1.5设计荷载
基本风压及基本雪压按上海地区采用。常用建筑材料和构件自重参照荷载规范确定。屋
面使用荷载按不上人屋面设计(0.5 kN/m 2)。楼面使用荷载值根据荷载规范确定(5.3 kN/m 2)。
1.6楼屋面做法
屋面:细砂面层,二布三油PVC防水层, 40厚C20细石混凝土找平层(双向配筋Ø4@200),
最薄处60厚挤塑板保温层, γ=20 kN/m 3
,油膏胶泥一度隔气层,100厚现浇钢筋混凝土屋面板,γ=25 kN/m 3;板下20厚纸筋灰粉底,γ=20 kN/m 3 。
楼面:30厚水泥砂浆面层,γ=20kN/m3 ; 100厚现浇钢筋混凝土梁板,γ=
25 kN/m 3;
板底梁面20厚纸筋灰粉面,γ=17 kN/m 3。
1.7材料
混凝土:基础用C20,上部结构用C25。
墙体:±0.000以下采用MU10标准砖,M5水泥砂浆;±0.000以上采用MU10多孔砖,M5混合砂浆。
1.8建筑物平面尺寸、使用荷载
数据组号
平面尺寸
屋面使用荷载
楼面使用荷载
8
4×5.7(m)-2×5.7(m)
0.5 kN/m 2
5.3 kN/m 2
1.9参考资料
(1)教材:混凝土结构与砌体结构、工程制图;
(2)规范:建筑结构荷载规范、混凝土结构设计规范、建筑地基基础设计规范、建筑结
构制图标准等。
1.10附图(建筑图)
2.现浇钢筋混凝土主次梁单向板楼盖设计(按弹性理论)
2.1截面尺寸假定
构 件
截面尺寸b×h假定(mm)
板
h= l/40
100
次梁
h= l/(12~18)
250×450
主梁
h=l/(10~14)
250×550
2.2 板配筋设计(取1m板带)
2.2.1计算简图
六跨梁,按五跨进行计算。
恒载:
面层
20×0.03×1 = 0.60 kN/m
钢筋混凝土楼面板
25×0.1×1 = 2.50 kN/m
板底粉刷
17×0.02×1 = 0 .34 kN/m
标注值:
恒载
gk = 0.6 + 2.5 + 0.34 = 3.44 kN/m
活载
qk = 5.3 × 1 = 5.3kN/m
折算荷载(设计值)
g,= 1.2×gk + 1.4×qk /2
=1.2×3.44+1.4×5.3/2 = 7.838kN/m
q,=1.4×qk /2 =1.4×5.3/2 = 3.71 kN/m
2.2.2 内力分析
板弯矩计算
截面1
截面B
截面2
截面C
截面3
kg
0.078
-0.105
0.033
-0.079
0.046
M g = kg g’lo 2
(kN.m)
2.207
-2.971
0.934
-2.235
1.302
kq
0.100
-0.119
0.079
-0.111
0.085
M q = kq q’lo
(kN.m)
1.339
-1.594
1.058
-1.487
1.138
M = M g+ M q
3.546
-4.565
1.992
-3.722
2.440
(kq按活荷载最不利布置取值。)
2.2.3 配筋计算
板配筋计算
截面1
截面B
截面2
截面C
截面3
M(kN.m)
3.546
-4.565
1.992
-3.722
2.440
αs =M2/ α1fcbh02
0.047
0.060
0.026
0.049
0.032
γs =﹝1+√(1-αs)﹞/2
0.976
0.969
0.987
0.975
0.984
As= M/fyγs h0
216.26
280.42
120.13
227.23
147.60
选用
Ø8@150
Ø8@150
Ø8@150
Ø8@150
Ø8@150
实配(mm2 )
335
335
335
335
335
(b=1000mm,h0 =h-as =80 mm. C25:fc= 11.9 N/mm2,ft= 1.27 N/mm2,α1=1.0;
HPB235:fy= 210 N/mm2.)
AsmiN =ρmiNbh = mAx(0.2%,0.45×(ft /fy))= 0.45×(1.27/210)×1000×100 = 272 mm2
为满足最小配筋率要求,截面1、截面2、截面C、截面3构造配筋,选用Ø8@150 (As=335mm2)分布钢筋:选用Ø6 @200
2.2.4 板配筋图
2.3次梁配筋设计
2.3.1 计算简图
2.3.2
荷载标准值
恒载
板传来
3.44×1.9 = 6.536 kN/m
次梁自重
25×0.25×(0.45-0.1)=2.1875 kN/m
次梁粉刷
2×17×0.02×(0.45-0.1)= 0.238kN/m
gk = 6.536 +2.1875+0.238 = 8.9615kN/m
活载
板传来qk = 5.3×1.9/1 = 10.07 kN/m
折算荷载(设计值)
g,= 1.2×gk + 1.4×qk /4 =1.2×8.9615+0.35×10.07 = 14.2783 kN/m
q,= 1.4×3qk /2 =1.4×3×10.07/4 =7.161kN/m
2.3.3内力分析
次梁弯矩计算
截面1
截面B
截面2
截面C
kg
0.077
-0.107
0.036
-0.071
M q = kg g’ lo 2(kN.m)
35.720
-49.638
16.700
-32.937
Kq
0.100
-0.121
0.081
-0.107
M q = kq q’ lo 2 (kN.m)
34.353
-41.567
27.826
-36.758
M = M g+ M q (kN.m)
70.073
-91.308
44.526
-69.695
(kq按活荷载最不利布置取值。)
次梁剪力计算
截面1
截面B左
截面B右
截面C左
kg
0.393
-0.607
0.536
-0.464
V g =kg g’
ln
(kN)
31.985
-49.401
43.623
-37.763
Kq
0.446
-0.620
0.603
-0.571
V q= kqq’ln (kN)
26.880
-37.367
36.342
-34.429
V =
V g+ V q(kN)
58.865
-86.768
79.965
-72.192
2.3.4配筋计算
次梁纵筋配筋计算
截面1
截面B
截面2
截面C
M (kN.m)
70.073
-91.308
44.526
-69.695
α1fcbh02
3894007250
512369375
3894007250
512369375
(α1fcbf’h02)
αs =M/α1fcbh02
(αs =M/α1fcbf’ h02)
0.018
0.178
0.0114
0.136
γs = (1+√1-2αs)/2
0.991
0.901
0.994
0.927
As= M /(fyγs h0)
567.95
813.98
359.80
603.88
选用
414
418
412
416
实配(mm2 )
615
1017
452
803
(h0 = h-As =415mm 。C25: fc=
11.9 N/m m2,ft= 1.27 N/mm2,α1=1.0;HPB335:
fy = 300 N/mm2。)
支座按矩形截面;
跨中按第一类T形截面,
截面1
bf’= l/3 = 1900 mm
截面2
bf’= l/3 = 1900 mm
各截面的αs <αsb = 0.399
Asmin= ρminbh=max(0.2%,0.45×(ft /fy))×b×h = 0.45×(1.27/300))×250×450 = 225mm2
箍筋配筋计算
截面A
截面B左
截面B右
截面C左
V (kN)
58.865
-86.768
79.965
-72.192
V/βcfcbh0
0.048
0.070
0.065
0.058
Vc(=0.7ftb h0)
92.233
92.233
92.233
92.233
Vsv-Vc
<0
<0
<0
<0
nAsv1/s=(Vsv /1.25fyV h0) (m m2/mm)
—
—
—
—
s (mm) (n=2, Asv1= 28.26
mm2)
200
200
200
200
实配
Ø8@200
Ø8@200
Ø8@200
Ø8@200
(hpb235: fy= 210 N/mm2;βc=
1.0 )
构造要求:d≥dmin
(dmin=6 mm,h≤800mm): s≤smax(smax = 200 mm,300 mm<h≤500 mm:
NAsv1/ smax =ρmin b =
0.24×(1.27/210)×250 = 0.363
As min = ρmin bh = 0.24(ft/fyv)bh = 0.24×(1.27/210)×250×450 = 163.29 mm2
为满足构造要求,次梁箍筋构造配,皆选用Ø8@200
2.3.5次梁配筋图
2.4主梁配筋设计
2.4.1计算简图
荷载标准值:(主梁自重按次梁间距长(2.4m)分段折算简化为集中荷载)
恒载 :主梁 自重
25×0.25×(0.55-0.1)= 2.8125
kN/m
粉刷
2×17×0.02×(0.6-0.1)×2= 0.306
kN/m
次梁传来
8.9615×5.7 = 51.08055 kN
Gk = 2.8125×1.9+0.306×1.9+51.08055 = 57.0057
kN
活载: 次梁传来
Qk = 10.07×5.7 = 57.399 kN
2.4.2内力分析
主梁弯矩计算
截面1
截面B
Kg
0.222
-0.333
Mgk = kgGk lo(kN.m)
72.135
-108.203
kq
0.278
-0.333
Mqk = kqQk lo ( kN .m)
90.954
-108.949
M=γgMgk+γqMqk
γg=1.2, γq=1.4
213.8976
-282.3722
γg1.35, γq=1.0
188.33625
-255.02305
(kq按活荷载最不利布置取值。)
主梁剪力计算
截面A
截面B左
Kg
0.667
-1.333
Vgk= Kg Gk ( kN)
38.023
-75.990
Kq
0.833
-1.333
V qk= Kq Qk
( kN)
47.813
-76.513
V =γg Vgk +γq V q k
Γg=1.2, γq =1.4
112.5658
-198.3062
Γg=1.35,γq =1.0
99.144
-179.0995
2.4.3配筋计算
主梁纵筋计算
截面1
截面B
M(kN.m)
213.8976
282.3722
α1fcbho2
5996737250
714297500
(α1fcbf’ ho2)
αs=M/α1fcb ho2(αs =M/α1fcbf’ho2)
0.036
0.395
γs = (1+√1-2αs)/2
0.982
0.729
As=M/(fyγs ho)
1409.82
2634.97
选用
422
722
实配(mm2 )
1519.76
2693.46
(C25: fc= 11.9 N/mm2,ft= 1.27 N/mm2,α1=1.0;HPB335: fy =300 N/mm2。
截面1:ho= h-As =515 mm
截面B:双排筋放置,ho = h-As = 490 mm
跨中按第一类T形截面,bf’= l/3 = 5700/3 = 1900 mm; 支座按矩形截面。
各截面的αs < αsb = 0.399
Asmin= ρminbh=max(0.2%,0.45×(ft /fy))×b×h = 0.2×250×550 = 275 mm2
主梁箍筋计算
截面A
截面B左
V (kN)
112.5658
198.3062
V/βcfcbho
0.073
0.136
Vc(=0.7ftbho)
114.45875
108.9025
Vsv= V-Vs
<0
89.4037
nAVsv1/s=(Vsv/1.25fyVho) (mm2/mm)
—
0.695
s(mm)(n=2, Vsv1= 69.5m m2
300
200
实配
Ø8@300
Ø10@200
(HPB235: fyv = 210 N/mm2;βc= 1.0)
构造要求:A截面: 可按构造配d≥dmin (dmin =6 mm,h≤800mm):
s≤s smax(s smax = 350mm,500 mm<h≤800 mm):
B截面: nAVsv1/ smax = ρminb = 0.24×(1.27/210)×250 = 0.363
0.695>0.363
Asmin = ρmiN bh = 0.24 (ft/fyv)bh = 0.24×(1.27/210)×250×550 =199.65 mm2
主梁箍筋计算
∑Y = 0
F ≦ m fyv NAsv1
F=51.08055+57.399=108.47955
m ≧ F/( fyv NAsv1) = 108.47955/(210×2×69.5) =3.7
取m = 6 即次梁每侧各加Ø8箍3道
2.4.4 主梁配筋图
2.5局部双向板(单块板)
2.5.1
板厚(mm)
h= 100 mm
荷载标准值: 恒载
gk =3.44 kN/m2
活载
qk = 5.3(kN/ m2)
可变荷载效应控制的组合
g+q = γggk +γqqk = 1.2×3.44+1.4×5.3=11.548 kN/ m2
永久荷载效应控制的组合
g+q = γggk +γgqk
= 1.35×3.44+1×5.3 = 9.944kN/ m2
最大设计g+q = max(11.548,9.944)= 9.728 kN/ m2
2.5.2
边部区格板(l1 =1.840m , l2= 3.660 m,按实用设计方法)
1)跨中截面弯矩计算
内力系数 mx=0.0960
my=0.0180
M x=mx(g+q) lx2=0.0965×11.548×1.840×1.840=3.773 kN/m
My=mx(g+q) lx2=0.018×11.548×1.840×1.840=0.704 kN/m
M xu= M x+uMy=3.773+0.2×0.704=3.914 kN/m
2)支座截面最大弯矩计算
内力系数 mx’= -0.0825
my’= -0.0570
M x’=mx’(g+q) lx2=-0.0825×11.548×1.840×1.840= -3.225 kN/m
My’=mx’(g+q) lx2=-0.0570×11.548×1.840×1.840= -2.229 kN/m
3)板配筋计算(取1m板带)
边部格板配筋计算
跨中截面
支座截面
短向
长向
M(kN.m)
3.914
3.914
-3.225
h0
80
70
80
αs =M/αs1fcbh02
0.0514
0.067
0.0423
γs = (1+√1-2αs)/2
0.974
0.965
0.978
As=M/(fyγs h0)
239.195
275.916
196.28
选用
Ø8@180
Ø8@180
Ø8@180
实配(mm2 )
279
279
279
(b=1000mm,h0=h-as = 100-20= 80mm, fc=11.9 N/mm2, fy=210 N/mm2)。
各截面的αs < αsb = 0.425
ρmin=max(0.2%,0.45×(ft /fy))= 0.272%
Asmin= ρminbh = 0.00272×1000×100=272 mm2
配筋图
3.钢筋混凝土板式楼梯配筋设计
【条件】
(2)梯段宽B=1300mm,梯段斜板水平投影长度l=3600mm,楼梯平台梁宽
200mm,踏步高A=150mm,踏步宽b=300mm;
踏步面层为地砖面层, pm
= 0.55 kN/m2,斜板底面为20mm厚纸筋灰粉刷;
(3)使用活载标准值3.5 kN/m2;
(4)C25混凝土,受力筋HRB335级钢筋。
3.1.梯段斜板设计
3.1.1
踏步斜边长
c=(a2+b2) 0.5== 335.41 mm
梯段斜板段水平长度
l= 3600mm + b 1= 3600 + 200 = 3800 mm (b 1为平台梁宽)
梯段斜板厚度
h=l/(25~30)= 3800 /(25~30)= 127~152 mm
取h= 130 mm
3.1.2 计算简图(取单位板宽)
l0= 3800 m
(梯段斜板计算跨度= 斜板水平投影长度+平台梁宽)
荷载计算:
地砖面层
0.55×(0.15+0.3)×1/0.3 = 0.825 kN/m
三角形踏步
25×0.5×0.15×0.3×1/0.3 = 1.875 kN/m
斜板
25×0.13×0.335×1/0.3 = 3.634kN/m
板底抹灰
17×0.02×1×0.335/0.3 = 0.380 kN/m
恒载
gk = 0.380+0.825+1.875+3.63 = 6.714 kN/m
活载
qk = 3.5×1 = 3.5 kN/m
载设计值
g+q=γg gk +γqqk = max(1.2×6.714+1.4×3.5,1.35×6.714+1.0×3.5)
= max(12.952,12.559) = 12.957 kN/m
3.1.3 内力计算
M=(g+q)l2/10= 12.952× 3.82/10 = 18.7kN.m
3.1.4配筋计算
h0= h-20= 130 – 20 = 110 mm
αs=M/(α1fcb h02) = 18.703×106 /(1.0×11.9×1000×1102 ) = 0.130
γs=(1+(1-2αs)0.5)/2= (1+(1-2×0.130)0.5)/2 = 0.930
As=M/(fyγs h0)= 18.7×106 /(300×0.930×110) = 609.32 mm2
ρmin= max(0.2 %,0.45 ft/fy)= max(0.2%,0.45×1.27/300) = 0.27%
As’ min=ρminbh = 0.27%×1000×130 = 351 mm2/m
选用
纵筋12 @ 180
(As = 628 mm2);
分布钢筋每踏步下1 Ø 8 。
3.1.5 配筋图
3.2平台板配筋设计
3.2.1计算简图(取单位板宽)
3.2.2
计算长度
l0= ln+ h/2 +b/2=1745
h=60mm
荷载计算:
恒载:
钢筋混凝土平台板自重
25×0.06×1 = 1.5kN/m
面砖
0.55×1 = 0.55 kN/m
板底粉刷
17×0.02×1 = 0 .34 kN/m
标注值
恒载
gk = 1.5+ 0.55 + 0.34 = 2.39 kN/m
活载
qk
= 3.5 × 1 = 3.5 kN/m
可变荷载效应控制的组合
g+q = γg gk +γqqk = 1.2×2.39+1.4×3.5 = 7.768 kN/m
永久荷载效应控制的组合
g+q = γg gk +γq qk = 1.35×2.39+1.0×3.5 = 6.727 kN/m
最大设计g+q = max(7.768,6.727)= 7.768kN/m
3.2.3内力计算
M=(g+q)l2/8 = 7.768×1.745×1.745/8 = 2.957 kN.m
3.2.4 配筋计算
h0= h-20= 60- 20 = 40mm
αs=M/(α1fcb h02) = 2957000/(1.0×11.9×1600 ×1000) = 0.155<αsb = 0.425
γs=(1+(1-2αs)0.5)/2=0.915
As=M/(fyγs h0)= 2975000/ (300×0.915×40) = 127.52 mm2
ρminbh = mAx(0.2 %,0.45 ft/fy)= max(0.2%,0.45×1.27/300) = 0.2%
As’min=ρmin bh = 0.2%×1000×60 = 120 mm2/m
选用
纵筋Ø8@150
(As = 334.93 mm2)
, 分布钢筋Ø 6@200
3.2.5配筋图
3.3平台梁配筋设计
截面尺寸
b×h = 200×400
梁跨3000 mm , 计算长度
l0= min(ln+ a , ,1.05 ln
) = min(3000 , 2940) = 2940 mm
3.3.1计算简图
荷载计算
梯段板传来
12.957 ×3.6/2 = 23.323 kN/m
平台板传来
7.768×(1.619/2 +0.2)= 7.826kN/m
平台梁自重
1.2× 0.2×(0.4-0.06)×25 = 2.04 kN/m
板底粉刷
1.2×17×(0.4-0.06)×0.02×2 = 0.28 kN/m
设计值
g+q = 33.469 kN /m
3.3.2内力计算
M=(g+q)l2/8 = 33.469×3.53×3.53/8 =52.132 kN .m
Vmax
= 0.5×( g+q)×ln = 0.5×33.469×3.36 =56.228kN
3.3.3截面计算
按倒L形截面计算,受压翼缘计算宽度取b’fmin
b’f2= b+S 0/2 = 200+1619/2 = 1009.5 mm
b’f= l o /6 = 3530/6 = 588 mm
取
b’f= l o /6 = 588 mm
ho = 400-35 = 365 mm
α1fc b’fh’f (ho - h’f /2) = 1.0×11.9×588×60×(365-60/2) = 140.644 N.mm
>
M = 52.132kN.m
属于第一类T形截面
αs=M/(α1fc b’fh02) = 52132000/(1.0×11.9×588×3652)= 0.053 <αsb = 0.399
γs=(1+(1-2αs) 0.5)/2=
0.973
As=M/(fyγs h0)= 52132000 (300×0.973×365) = 460.1mm2
ρmin= max(0.2 %,0.45 ft/fy)= max(0.2%,0.45×1.27/300) = 0.2%
As’ min=ρminbh = 0.2%×200×400 =160 mm2
选用
纵筋316,(As =602m2)
3.3.4受剪承载力计算
0.25βcfcb ho = 0.25×1.0×11.9×200×365 = 217.175 kN > V =56.228kN
截面尺寸满足要求
0.7 ft bho = 0.7×1.27×200×365 = 64.897 N > V = 56.228 kN
按构造配选箍筋,选用双肢Ø6@200 。
3.3.5 配筋图
4.混合建筑物墙体设计
4.1静力计算方案确定
楼(屋)盖类别:第一类楼(屋)盖、整体式钢筋混凝土楼盖
横墙间距:5.7×4=22.8
计算方案:刚性方案
4.2底层纵墙高厚比验算
β=Ho/h= 4820/370= 13.03
μ1=1.0
〔β〕= 24
μ2=0.789
β=13.03≤μ1μ2〔β〕=18.936
4.3底层纵墙承载力验算
4.3.1计算单元
(1)计算单元
j取一个开间的窗洞中线间距内的竖向6m宽墙带
(2)受荷范围
5.7m×2.85m
(3)计算截面
A=2.7×0.37=0.999mm2
4.3.2 计算简图
4.3.3荷载资料
屋面荷载:
恒载
屋面板 0.35+1+0.4+2.5+0.34=4.59kN/m2
次梁传来 2.4255×5.7=13.825 kN
主梁传来
3.1185×2.85=8.888 kN
活载
0.5 kN/m2
楼面荷载:
恒载
楼板
20×0.03+25×0.1+17×0.02=3.44 kN/m2
次梁传来 2.4255×5.7=13.825 kN
主梁传来
3.1185×2.85=8.888 kN
活载
5.3 kN/m2
砖墙(厚370mm)
19×0.37=7.03 kN/m2
钢窗
0.45 kN/m2
女儿墙(厚240mm)
19×0.24=4.56kN/m2
荷载计算(按荷载标准值)计算
荷载项
荷载计算
墙
体
Nw3k
女儿墙
5.51×5.7×1=31.407kN
Nw2k
第2层
(7.03+0.55+0.34)×5.7×3.9-7.92×3×1.2+0.45×3×1.2=149.1696 kN
Nw1k
第1层
(7.03+0.55+0.34)×5.7×4.82-7.92×3×1.2+0.45×3×1.2=190.70208
屋
面
Nl2k-g
Ml2k-g
4.59×5.7×2.85+13.825+8.888=97.278 kN
97.278×0.108=10.506 kN.m
Nl2k-q
Ml2k- q
0.5×5.7×2.85=8.1225kN
8.1225×0.108=0.877 kN.m
ew
A0=10√(hc/f)=10√(550/1.5)=191.3mm
ew=h/2-0.4a0=h/2-0.4 a0=370/2-0.4×191.3=108mm
楼
面
Nl1k-g
Ml1k-g
3.44×2.85×5.7+13.825+8.888=78.5958 kN
78.5958×0.108=8.4883 kN.m
Nl1k-q
Ml1k-q
5.3×5.7×2.85=86.0985
86.0985×0.108=9.299 kN.m
el
A0=10√(hc/f)= 10 √(550/1.5)=191.3mm
el=h/2-0.4A0=108mm
说明:Nw计入墙体荷载及钢窗重。a0=10√(hc/f)= 191.3mm
纵墙内力图(按荷载标准值计算)
1)恒载下轴力图、弯矩图
2)可变载下轴力图、弯矩图
底层纵墙内力计算(按设计值)
N (kN)
M (KN.m)
截
面
1-1
组合1
1.2×356.450+1.4×94.221=559.650
1.2×8.4883+1.4×9.299=13.605
组合2
1.35×356.450+1.0×94.221=575.429
1.35×8.4883+1.0×9.299=20.758
截
面
2-2
组合1
1.2×547.15248+1.4×94.221=788.492
__
组合2
1.35×547.15248+1.0×94.221=832.877
__
说明:组合1:(γg,γq)=(1.2,1.4);组合2:(γg,γq)=(1.35,1.0)
底层纵墙受压承载力验算
截面1-1
截面2-2
组合1
组合2
N(kN)
559
575.429
832.877
A
2.7×0.37=0.999
0.999
0.999
e=M/N
(m)
0.024
0.036
0
e/h
0.065
0.097
0
Y=H/2(mm)
185
185
185
β=H0/h
13
13
13
φ
0.645
0.579
0.797
f(γAf)
1.5
1.5
1.5×0.9=1.35
Nu(=φfA)
(MPA)
966.533
867.632
1076.223
备注
N<Nu
满足要求
N<Nu
满足要求
N<Nu
满足要求
说明:φ=1/﹛1+12﹝e/h+√(1/φ0-1)/12)2﹜,
φ0=1/(1+αβ2)
局部受压承载力验算
Nl+ψ N0≤ηγfA l
Al=a0b=0.1910.25=0.048m2
A0 =0.37×0.25=0.0925 m2
A0/ Al = 1.927
ψ = 1. 5-0. 5(A0/ Al)=0.5365
γ=1+0.35√(A0/ Al -1)=1.337
屋面:
Nl=105.4005 kN
N0=31.407×0.191/0.37=16.213 kN
Nl+ψ N0=114.099>ηγfA l=67.3848
局部承载力不满足要求.
露面:
Nl=164.6943kN
N0=31.407×0.191/0.37=147.626kN
Nl+ψ N0=243.896>ηγfA l=67.3848
局部承载力不满足要求.
局部受压承载力不满足时可采取的措施
增加垫块(刚性),垫梁,本设计中采用圈梁
5.柱配筋设计
截面尺寸:取 350mm×350mm
5.1
计算简图
5.2荷载计算
屋面
恒载
防水层
0.35 kN/m2
细石混凝土找平
0.04×25 = 1.0 kN/m2
隔热层
0.1×4 = 0.4 kN/m2
屋面板
0.1×25 = 2.5 kN/m2
板底抹灰
0.02×17 = 0.34 kN/m2
主梁传来自重
2.815+0.306=3.121 kN/m
次梁传来自重
2.1875+0.238=2.4255kN/m
次梁传来自重(改)
2.5+0.272=2.772kN/m
Gw1=(0.35+1+0.4+0.34+2.5)×1.9×5.7+2.4255×5.7+3.121×1.9=69.46495kN/m
Gw2=(0.35+1+0.4+0.34+2.5)×1.9×5.7+2.772×5.7+3.121×1.9=71.44kN/m
NGK2 = Gw2+2×1.33Gw1=256.217kN/m
活载
QW = 0.5 ×1.9×5.7=5.415 kN/m
NQK2 =QW+2 ×1.33×QW=19.8189kN/m
楼面
恒载
GL1=3.44×1.9×5.7+2.4255×5.7+3.121×1.9=57.0105
G L2=
3.44×1.9×5.7+2.772×5.7+3.121×1.9= 58.9855
N GK1=G L2+2×1.33×GL1= 210.6334
活载
QL=57.399
N QK1= QL + 2 ×1.33× QL
=
210.08
柱自重
G1
= (25×0.35×0.35+17×0.02×0.035×4)×3.9=13.806
G2
= (25×0.35×0.35+17×0.02×0.035×4)×4.82=17.0628
轴压力计算
N GK=N GK1+NGK2 +G1+G2
= 497.71923
N QK=N QK1+ NQK2= 229.8989
N 1=1.2N GK+1.4N QK=919.125
N 2=1.35N GK+1.0N QK=901.820
N=919.125
5.3 配筋计算
计算长度
H 1=4.82m
lo =3900-30+450+500=4820mm
lo /b = 4.82/0.3 5= 13.77 , 查表得φ = 0.92
由N≦N u= 0.9φ(fy’ As’+fcA) 得
As’ =( Nu /0.9φ - fcA)/ fy’
919.125×1000≦0.9×0.92×(11.9×350×350+300As’ )
计算得
As’≦0
As= 0.006×350×350=735 mm2
构造配纵A向钢筋,选用416 (As = 804 m m2) 。
构造配箍筋
d = 6 mm
S = 200 mm
选用Ø6@200
5.4 柱配筋图
6.混合结构建筑物基础设计
6.1
墙下条形基础
基础底板宽度
基底竖向力Nk(kN/m):547.15248+94.221=641.373kN
Nk=641.373/5.7=112.522 kN/m
底板宽度:
B≥Nk/( f a-γ1D 1-γ2D 2) = 112.522/[80-20×(0.8+0.45/2)-10×0.25] = 1.97m
选用宽度:B= 2m
按扩展基础设计
1﹚基础板高度h1(按1m板带计算)
NGK=541.066kN
NQK=94.221 kN
NGK,= 541.066/5.7=95.992 kN
NQK,= 94.221/5.7=16.53 kN
地基净反力标准值
qjkG(kN/m)= NGK,/ B =95.992/2=47.996kN/m
qjkQ(kN/m)= NQK, / B =16.53/2=8.265kN/m
剪力设计值
B2=( B-墙厚)/2=(2-0.37)/2=0.815m
V(kN)=max(1.2qjkG+1.4qjkQ, 1.35qjkG+1.0qjkQ) B2
=max(69.1662,73.0596)×0.815
=59.54 kN
h10≥V /(0.7ftb)=59.54×103/(0.7×1.1×1000)=77.87mm
h1= h10+as=77.33+40=117.33mm, 取h1=250mm
基础板配筋
MGK= qjkG B22/47.996×O.8152/2=15.94 kN﹒m
MQK= qjkQ B22/8.265×O.8152/2=2.745 kN﹒m
M(kN﹒m)=max(1.2MGK+1.4MQK, 1.35MGK+1.0MQK)
=max(22.971,24.264)
=24.264kN﹒m
h10= h1-as =250-40=210mm
αs =M/ α1fcb h02=24.264×106/(1.0×9.6×1000×2102)=0.057<αsb =0.426
γs =﹝1+√(1-2αs)﹞/2=0.970
As= M/fyγs h10 =24.264×106/(210×0.97×210)=585.73mm2
选用:Ø10@130(AS=604mm2)
ρmin = max(0.2 %,0.45 ft/fy =0.45×1.1/210=0.236% )= 0.236%
ρ = As / bh =604/(1000×250)=0.242%﹥ρmin
分布钢筋(按构造配置)Ø8@200
配筋图
6.2柱下独立基础
基础底面积
fa=80kN/m2
r1=20
,D1=0.8m+0.45m=1.25m
r2=10
,D2=1.5m-0.8m-0.45m=0.25m
柱底轴力:
Nk=N Gk+ N Qk=497.71923+229.8989-0.95×3.54=724.26kN
基础的底面积:
A =Nk/(fa-γ1D1-γ2D2) =724.26/(80-20×1.25-10×0.25)=13.80m2
基础尺寸:
b =√A=3.7m
实取:
a=b=3.7m
基础高度
C20: fc= 9.6 N/mm2,ft= 1.10 N/mm2
N=919.125kN
锥形基础边缘高度不宜小于200mm,h2≧200mm
因此h0﹥200mm
因为坡度应不小于1/3
h,=(a-at)/6=(3.7-0.35)/6=0.558m
h0﹤h2+h,=758mm
综上取h0=400mm,h=450mm,as=50mm
qj=N/(ab)=919.125/(3.7×3.7)=67.85 kN/m2
at =0.35m, ab = at +2h0=1.15m
am =(at+ ab) /2=0.75m
Ai=ab/4-ab2/4=3.72/4-1.152/4=3.09 m2
Fl = qj Ai=67.85×2.91=207.456kN
0.7βh× ft am h0=0.7×1.0×1.10×750×400=231kN﹥Fl
因此高度满足要求
底板配筋
MI(kN.m)= qj(b-bt)2 (2l+at)/24=67.138×(3.7-0.35)2×(2×3.7+0.35)/24=243.30 kN.m
AsI(mm2)= MI /(0.9fy h0)=243.30×106/(0.9×210×400)=3218 mm2
AsI(mm2/m)/ b=3218/3.7=869.73mm2/m
实取:Ø12@100(As=958mm2)
配筋图:
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