计算书-燕成才模板百货商场设计

14000m250结构计算部分是重点内容。这部分计算主要包括：水平作用，风荷载方法中对于水平作用采用了底部剪力法对于竖向荷载采用了弯矩二次分配：商场，框架结构，基础Thebuildingislocatedindaqing,anditisasynthesismarketoccupiedspace14000mm2.Thebuildingisfourlayers.Thebuildingcanlive50years.Thesubjectofthebuildingadoptedframework.Thestyleissuccinct.Inmydesign,Ithoughtedovercarefullyofitsfunction.Thepartofbuildingdesignincludes:thechoiceoftheframework,thedesignofne,thedesignofverticalsurface,theproblemofpeventingfireandthedispersingoftheThedesignoftheframeworkcalculationisthemostimportantpart.Itmainlyinclude:thehorizontalofearthquake,windload,verticalload,liveload.inaddtiontothedesignofstairsandfoundation.Inthedesignmethod,Iadoptthemethodof bottomshearingtothelevelearthquakeaction.Inthesametime,Iadopttheseconddistributeofthemomenttotheverticalload. market第1章建筑设 平面设 立面设 剖面设 防火设计与疏 构造设 局部设 第2章混凝土现浇框架结构设 结构布 材料选用及截面尺寸初步估 重力荷载计 横向框架侧移刚度计 横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧 横向风荷载作用下框架结构内力和侧移计 竖向荷载作用下框架结构内力计 横向框架内力组 框架截面设计及配筋计 板的设 桩基础设 结 参考文 致 17500mm×7500mm。重点处理：重点对建筑物 ，楼梯转角等部位进行设计层数：4：4.5m；4.5m；450mm1502500m2，当建筑内设置自动灭火系统时，出口直线距离不超过25米商场营业厅的出安全门净宽度不小于1.4米，并不设门槛。楼梯梯段宽度也大于1.4m，踏步宽300mm，踏步高150mm，均符合25m。排水方式为外排水，坡度为2%，屋面防水采面复合材料，其属于新型材2×7.5m2.1，表中还给出材料选设计强度:C30，f=14.3N/mm2，f=1.43N/mm2HPB235，f f’=210N/mm2HRB400，f=360N/mm2，f’=360N/mm2 构件截面尺寸的l1/12～1/8，当梁的负载面积较大或荷载较大时，宜取上限值。为防止梁产生41/3～1/21/2250mm。1 取h=700mmb=(1/3～1/2)h=170mm～250mm:200mm2.1mm)横梁纵梁次梁2柱截面尺寸可根据柱的轴压比按下列估算N

AC

[N]

式中：N为柱组合的轴压设计值；F为简支状态计算的柱的负载面积；gE为折算在单位建筑面积上的重力荷载代表值，可根据实际荷载计算，也可近似取12～15kN/m；β为考虑作用组合后柱轴压力增大系数，边柱取1.3，不等跨内为混凝土抗压强度设计值；[]为框架柱轴压比限值，此处可进似取，即对0.7，0.80.9。15kN/m2（5.1边柱

5151030.8

中

151030.8

二至四层4，满足要求。3240mm120mmh≥L/35,且80mm,2.5m0.5m2板底，2～44.5m；底层柱高度从基础顶面取至一层板底，H1=4.5+0.5+0.45-0.1=5.35m.52.12.1屋面及楼面永久荷载标准层面（不上人180厚砖砌隔热层（西南 三毡四油上铺绿豆 25厚1：3水泥砂浆找平 1：6水泥焦渣找坡（最薄30mm厚 板自 V型轻钢龙骨吊 合 轻钢网架屋 玻璃屋 合 楼面永久荷载标准值30厚水磨石地 100mm厚钢筋混凝土板自 20厚水泥砂浆找平层 V型轻钢龙骨吊 合 ：硬木地 地板格 100mm厚钢筋混凝土楼 隔声纸板顶 合计 花岗岩地 20mm厚水泥砂浆找平 100mm厚钢筋混凝土楼 20mm厚水泥砂浆粉刷 合计 花岗岩地 20厚水泥砂浆找平 100mm厚钢筋混凝土板 V型轻钢龙骨吊 合计 屋面及楼面可变荷载标楼面活荷载标准值 营业厅 卫生间 楼梯：3.5 屋面雪载标准值：s=μ·S 式中：μr为屋面积雪分布系数，取梁、柱、墙、窗、门重力荷载2.2。（0.5kN/m2抹灰，则外重力荷载为：0.5+8.0×0.24+17×0.02=2.76kN/m2内墙为240mm空心砌块，两侧均为20mm厚抹灰，则内墙单位面积重力荷 则外墙单位重力荷载为：内墙单位重力荷载为：2.6kN/m2木门单位面积重力荷载为：0.2塑钢窗 玻璃幕墙 玻璃门、钢铁门2.2bhrβgn1柱2~3柱4柱件重力荷载；n为构件数量;②梁长度取净长；柱长度取层高。重力荷载代表第一层1．单跨体积：0.39×45×3.85=67.568单层重量数量总重200单跨体积：0.2×38.4×3.85=29.568单层重量纵墙：A-1A-10，390mm,7500mm×6=45000mm,计算高度：单跨体积：0.39×45×3.85=67.568单层重量数量总重200单跨体积：0.2×44.1×3.85=33.957 重：0.4KN/m2数量重量 自重：0.4KN/m2数量重量 自重：0.4KN/m2数量重量 自重：0.4KN/m2数量重量总重M-1：钢框玻璃 尺寸 自重：0.4KN/数量 重量M-2：钢 尺寸 自重：0.4KN/数量 重量M-3：木 尺寸 自重：0.15KN/ 楼板恒载，活载计算（楼梯间按楼板计算（67.5×52.5）-G1=G+0.5×G .25×0.5=17996.74第二三层横墙总重纵墙总重总重总重：98.064-楼板恒载，活载计算（楼梯间按楼板计算（67.5×52.5）-G2=G3=G+0.5×G .25×0.5=16540.42纵墙总重(2)5C-55M-4,1M-总重楼板恒载，活载计算（楼梯间按楼板计算（67.5×52.5）-G4=G+0.5×G Gi2.2横梁线刚度ib2.3；ic2.42.3ib)bhL边1~4梁2.4ic1D

根据线刚度比K的不同本商场柱可分为中框架中柱和边柱边框架。2F-52.3和表2.4。线刚度比K为K8.4428.4422

2

由式（2.3）

230562.5D边柱(12中柱(34KK12.6边框架柱侧移刚度D边柱（4中柱（12KK12.712348，∑D1/∑D2=1.237＞0.7，故该框架为规则框架。I0为梁、柱换算截面惯性矩且I0bh123现浇楼面：中框架取Ib=2I0；边框架取Ib=1.5I0EcIo/l为梁的线刚度Kαc横向水平作用下横向框架结构的内横向自振周期计2.8Gi4321按下式计算基本周期

T1T1

（mGiΨτ为结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，框架结构取0.6～0.7，T1数,框架取(0.6～0.7)，故取T11.7

1.70.7水平作用及楼层剪力计结构总水 作用标准值即底部剪力按下式计算FEK1式中：：为相应于结构基本自振的水平影响系数值1

85%Geq0.85∵设防烈度为七度，加速度为∴max故：特征周期Tg=0.35 T1=0.476由《建筑抗震设计规范》可知，阻尼比∴22max1.00.08 FEKGeq0.0857929.08 Tg ∴不需要考虑顶部附加水 作用α1=

0g

·αmax=

0

0.08T1

Feq=α1·Geq=0.061×57929.08=3533.67

GiHin

GjHjj1nnVik具体计算过程见表2.9，各楼层剪力计算结果见表2.9表2.9各质点横向水

4321表中：HiGiFi为每层的剪力，由（2.7）计算，单位kNVi为各层总的剪力，由（2.8）计算，单位kN各质点水平作用及楼层剪力沿房屋高度分布图见图2.3和图2.4图2.3水平作用分布 图2.4层间剪力分布水平作用下的位移验水平作用下的框架结构的层间位移ui和顶点位移分别按下式（2.9）（2.10）SuiViSj

u KK计算过程见表2.10。表中还计算了各层的层间弹性位移θeuihi表2.10横向水平作用下的位移验uiuihiθe=ui/4321表中：ViDiui为每层的层间位移，由（2.9）得ui为各层总的层间位移，由（2.10）求hieee

e为多 作用标准值产生的楼层内最大的层间弹性位移；h为计楼层层高e为弹性层间位移角限由表2.1121/1145﹤1/550，水平作用下框架内力计15Di2.7，2.9y（2.14）

siDijj1si

MM iMM i

.(1

yyny1y2

式中：Diji；h；y度比；yn为框架柱的标准反弯点高度比；y1为上、下层梁线刚度比修正值，y2、y3为上、下层层高变化时反弯点高度比的修正值。2.11；风荷载标 基本风压ω=0.55KN/m2,风振系数βz:30m,所以β 7.5m，则沿房屋高度的分布风荷载标准值q(z)=7.5×0.55βzμsμz=4.125βzμsμzHiμzq(z)见2.13.q(z)2.7。图2.7风荷载沿房屋高度分布 图2.8等效节点风荷2.134321框架结构分析时应按静力等效原理将图2.8的分布荷载转化为节点集中荷载，如图2.8所示。现以第3层的集中风荷载F3为例，说明计算过程，其余从F3=(2.442+1.526)×2×4.8×0.5+[(2.706-2.442)+(1.691-×1/3+0=19.39风荷载作用下的水平位移验计算单2.97.5m，2.9荷载计恒载计在上图中q12.10板传给横梁的三角荷载：q2=3.75×5.6=21KN/m女儿墙等的重力荷载；P3为次梁传给横梁的自重。计算如下：P1=(3.75+1.875)/2×1.875×5.6×2+7.5×2.63+0.9×7.5×P2=(3.75+1.875)/2×1.875×5.6×4+7.5×2.63=137.85P3=2.63×7.5+(3.75+1.875)/2×1.875×5.6×4=137.851～3q14q1=5.91KN/m q2=3.8×3.75=14.25KN/mP1=144.62KN P2=99.88KN P3=99.88KN活荷载计2.112.114q2=0.5×3.75=1.875KN/mP1=(3.75+1.875)/2×1.875×2×0.5=5.28KNP2=(3.75+1.875)/2×1.875×4×0.5=10.55KNP3=(3.75+1.875)/2×1.875×4×0.5=10.55KN在屋面雪荷载作用下：q2=0.5×3.75=1.875KN/mP1=(3.75+1.875)/2×1.875×2×0.5=5.28KN P2=7.385KN 对于1～3层，q2=13.125 P1=36.91 P2=73.83 442.154荷载等效转 作用在梁上的三角形和梯形荷载利用：q=q×(1-2α2+α3)进行等效转 qe三角形 q=q1+则屋面：q恒=0.625×21+5.91+1.5×137.85/7.5=46.605KN/mq活=0.625×1.875+1.5×10.55/7.5=3.28KN/m其它层：q恒=0.625×14.25+5.91+1.5×99.88/7.5=34.79KN/mq活=0.625×13.125+1.5×73.83/7.5=22.97KN/m梁端固端弯矩计M1为恒载产生，M2为活载产生12屋面：M=1/12ql2=1/12×46.605×7.5×7.5=218.46KN•mM=1/12ql2=1/12×3.28×7.5×7.5=15.375KN•m12其它层：M1=1/12ql2=1/12×34.79×7.5×7.5=163.082M=1/12ql2=1/12×22.97×7.5×7.5=107.672分层法进行力矩分0.91/3，1/22.16,2.172.12，2.13，32.142.15，52.162.17雪荷载作用下框架弯矩图ABBCCDABBCCDABBCCDVA=-VB=-VC=-4--3--2--1--（0.35KN/m2以向上为正。ABBCCDABBCCDABBCCDVA=-VB=-VC=-4-0.54-0.043--2--1--ABCDABCDNNNNNNNNN=NN=NN=NN=N4321（0.5KN/m2结构抗震结构的抗震等级可根据结构类型、烈度、房屋高度等因数]确定。该建筑结构类型为钢筋混凝土现浇框架结构，设防烈度框架力组本工程考虑三种内力组合，即:1.2SGK+1.4SQK，1.35SGK+1.0SQK0.85考虑到建筑物所在地风压值较小，而抗震设防烈度较高（7框架梁的内力组-M=-γRE（1.2MGE+1.3MEK）=--M=-γ0（1.2MGK+1.4MQK）=-MEK—由水平作用在梁端产生的弯矩标准值（取绝对值，其前带相应正负号γRE—弯承载力抗震调整系数，取0.75梁端截面最不利正弯矩，按下式确M=γRE（1.3MEK-1.0MGK）=-0.75（1.3MEK-说明：1）MGE1.0，MGE值愈大，则M梁端最不利正弯矩与①中考虑水平作用组合的-M分别对应于不同方向的柱端弯矩设计值的一．二．三级框架的节点处，除框架顶层和柱轴压比小于0.15者及框支柱的节点外，柱端组合的弯矩设计值应符合下式点左右梁端顺时针或反时针方向组合的弯矩设计值之和；ηc1.4，1.2，1.1。若干层的框架梁相对较弱，为了避免在竖向荷载荷共同作用下引起变形集中，压曲失稳，故对柱端弯矩乘以柱端弯矩增大系数1.5，5。此处，底层失指无室的基础以上或室以上的首层。3)考 荷载作用下的跨间最大弯矩q1=1.2×4.5=7.092KN/m,q2=1.2×(14.25+0.5×13.125)=24.975左震时：VMAMB1ql1q 2 4MA1.3MEK1.2MGK=1.3×321.01-=249.65MB1.3MEK1.2MGK=565.57

249.65565.570.57.0927.50.2524.9757.535.190MmaxMA249.65KNREMmax249.650.75187.24KN右震时：VMAMB1ql1q 2 4MA1.3MEK1.2MGK=1.3×（-=-249.65MB1.3MEK1.2MGK=1.3×(-257.01)-=-565.57

249.65565.570.57.0927.50.2524.9757.5182.2KNxq1

q q则：MmaxMAVAx 2 =-249.65+182.2×9.78-1/2×7.092×7.5×7.5 -1/3×24.975×9.783/7.5=294.46REMmax294.460.75220.85KN4）ln7.50.75Vbl1.377.0961.20.8(105.80.512.87)VbVbr1.377.0961.20.8(142.60.513.73)VbM 249.659.750.35246.24KNMM 565.57243.710.35480.27KNMVVbbl rVVbbM 249.65238.020.35166.34KNMM 736.7223.440.35728.52KNMM+M+

=246.24+480.27=726.51<166.34+718.52=884.86 17.0966.75124.9756.75

1.2726.5166.09249.94KNREVA0.85249.94VB

1.2884.8666.09276.78KNREVB左276.780.852别因此对框架梁柱其正截面承载力可用非抗震设计的相应计算计算，20.8，且应考虑相应的承载力抗震调整系数。好的延性，为此截面设计应遵循以下原则：1）强柱弱梁指设计框架时应保证2）构件发生脆性剪切破坏。3）强节点，强锚固强节点式指节点的承载力应C30.C20;设防烈度8C70,9C60。HRB400,HRB335HRB335,HRB400,HPB235框架这里仅以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和进程，其它层梁的配筋计算2.322.33。框架梁的正截面受弯承载力2.19ABBCAB：MA=399.322-196.03×0.75=262.1KN•m，γREMA=209.68KN•mMB=402.346-210.481×0.75/2=328.68KN•m，γREMb=262.94KN•m跨间弯矩取控制截面，即跨中的正弯矩，Mmax=319.95当梁下部受拉时，按T

l7.5 bfbSn3003450h0hs70035

0.150.1，此种情况下不起控制作用，故取

材料：纵筋选用HRB400级钢(fy

f360N/mm2)，

yb下部跨间截面按单筋Tyb

1.)0

m1579.95

ffc

2属第一类Ts

fb

1.014.32500

1cf

1

12A1f12

f s实配钢筋：425(As

0.5%将下部跨间截面的425钢筋支座，作为支座弯矩作用下的受压钢 (A=2945mm2A 0 S 209.681063601964(65535) 220 S 0 s2ASs2

fy

)360(65535)

25（As=1964mm支座Bls

M

235

AS

fy

360(655

25（As=1964mm2

0.92%梁斜截面受剪承载力设REV237.83KN0.2Cfcbh00.21.014.3300655梁端加密区取2肢Ф8@100，箍筋用HPB235级钢筋( 210N/mm2)，则0.42f

ASV

0.421.433006551.25210101655

KN>237.831.5hb=1.5×700=1125mm50028@150，支座处按矩形计算，跨中按T

l7500f bfbSn3006900当按翼缘厚度考虑时，700mm-100/655=0.15＞0.1故取bf2500mmV0.7f

1.25

nAsv1/S=V1-0.7ftbho/1.25fyvho=237.83×103-0.7×14.3×300655/1.25×210×655=0.127 肢Ф8箍筋，Asv150.3mm，则箍筋间距2s250.3503mm

配筋率svmin

f

0.241.43

250.3

1000.220.16满足要l=1.5ho=1.5×655=1072.5>500mm，取l箍筋最大间距s28d88s3100mm；取s64mm。2.322.32层次ξA'SASA4(1964)(1964)(1964)(1964)(1964)(1964)4444A44444444444A444444444442.330.2A613.47>22613.47>22613.47>22A613.47>22613.47>22613.47>22A613.47>22613.47>22613.47>22框架1/3（H/3=1983.3mm2000mm。s<10d，=250mm，4φ10@200。2.35,2.36，2.37。bMNηm/// 0.3fcA A40.27（30.38（20.49（10.5（双向板边区格板计算跨度lx3.75－0.3/2-0.3/23.45m，ly7.5－0.3/2-0.3/2+0.1/2=7.25mn=ly/lx=7.25/3.45=2.04，取α=(12.04)20.24，β=2lx/4处弯起一半，故得跨中及支座塑Mx(lylx/4)mx(7.25-3.45/4)mx6.36 3lm30.243.45m0.639 Mxxyx'M"lm27.25m=14.5Mxxyx M'ylxM'

20.243.45mx

mx

M"y代入基 ，可y2M

M

M''M

M

Pl2/12

l 26.36mx20.639mx214.5mx1.704mx

9.11

(37.25mx=3.95kN·m

mymx0.243.95=0.948mxx'mxx

23.95=7.9KN·m2.38跨中A格lxlyB格lxlyC格lxlyA-A-B-C-作用于顶面的

AB

MM

NN

VVAMNV1.2SGKBAMMNNVVBMNV2.11.2计A作用于AM4133.781.281.54KNm，N2.5m，持力层为粉质粘土，采用C20砼钢筋为二级，采用柱下

2-12特征值fa160kpa，在轴向荷载作用下，基础底面积：A01

fa

16020

由于偏心的影响，乘以影响系数1.1～1.4。A1.1~

22.4~选择截面尺寸lb1.2~2.4bl46G

dA202.53.12413442e

F

G

2246.58

0.0227e6

1m，即

Pkmin FG16e2246.581344160.0227k

l

153.01kpa1.2fa1.2160 FG16e149.6110.0227k

l 2

A（砼独立基础底板厚度和配筋计算MM

eno

54.8140.491.20.037m F16en02768.97160.037119.64nn

lb

4

②基础高度（采用锥形基础

h01.20.0351.165

atac0.75m，bcac2ho0.7521.1653.08mb4m取ab3.08 atab

3.080.751.915m=19152

2

ch0b ch0

2

1.1654 1.165

ft

0.70.951.11031.9151.1651631.96>673.38KN③配筋计算（HPB235fII截面（柱边）

210KNm2P

lac

n

n

n111.1060.75119.64111.102 净反力平均值1 P1119.64115.90 n M1

1

22 0.65

0.72

.31NmA y 0.9fy

0.9210

25Φ18,

6362.5mm2

ssP1 1119.67111.10 n n M1

1

22 24 .35KNm

0.2s s

.29m2 15Φ16，As

ms2.11.3计Bs作用于BM4.591.631.22.63KNmN2.5m，持力层为粉质粘土，采用C20

fa160kpa

fa

16020

21.81m2bl56

，A1.1~

GrGdA202.8301680偏心距e

F

G

2398.65

0.0006e6

0满足 FG16ek

l2398.651680160.0006