砌体结构设计计算书.docx
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砌体结构设计计算书.docx
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砌体结构设计计算书
1.工程概况
1.工程名称:
成都市某宿舍楼
2.建筑面积:
6006.84m2
3.建筑层数:
6•地质情况:
地基土为粘性土为主,建筑场地类别为n类,容许承载力fk=180kPa=
0.20kN/m2。
9.地震烈度:
按7度近震设防。
10.建筑耐火等级:
二级。
11.建筑设计使用年限:
50年。
2.结构布置与计算简图
2.1结构选型与布置
2.1.1结构选型
采用砖混结构体系,现浇钢筋混凝土楼面和屋面。
基础采用墙下条形基础。
2.1.2结构布置
此砖混结构设计为纵横双向承重体系。
结合建筑的平面、立面和剖面布置情况,结构平面布置如图2-1;
根据结构布置,本建筑平面均为双向板。
双向板的板厚h>1/50(1为双向板
的短向计算跨度)。
本建筑楼面板和屋面板的厚度均取100mm配电房为120mm
本建筑的材料选用如下:
混凝土C25(fc=14.3MPa,Ec=3.0X107)
①®③④®⑥
ESCO
的04
d・
J-
II
i II ①②◎④⑤® 图2-1; 3.房屋的静力计算方案: 本设计为全现浇钢筋混凝土屋盖和楼盖,最大横墙间距为3.6米,小于32米,其静力计算方案为刚性方案,该宿舍楼为6层,每层层高 3.2m,房屋总高度小于28米,故此住宅楼不考虑风荷载的影响。 4.墙体高厚比的验算: 4.1墙体截面尺寸: 外墙: 370mm实心烧结粘土砖内承重墙: 240mn实心烧结粘土砖内隔墙: 200mm加气混凝土砌块 4.2横墙高厚比的验算: 4.3外纵墙高厚比的验算: 4.4内纵墙高厚比的验算: 5、墙体承载力的验算: 5.1外纵墙承载力的验算: 5.2内纵墙承载力的验算: 6、梁端支承处砌体局部受压承载力的验算: 7、梁和板的设计 7.1梁截面尺寸估算 主梁L1: 梁高大于1/12倍梁跨度(取最大跨度7.8m) 因此选定梁尺寸: h=650mm,b=(h/2---h/3)=300mm. 次梁L2: h=500mm,b=250mm 7.2荷载计算 便于内力组合,荷载计算宜按标准值计算 7.3恒载标准值 7.3.1屋面 石油沥青卷材防水屋面 (不上人•有保温层) 三毡四油,铺绿豆砂 刷冷底子油一道 〔20厚1: 2.5水泥砂浆找平层 20厚(最薄处)1: 8水泥加气混凝土碎渣找2%坡 干铺100厚加气混凝土砌块 >2.26kN/m2 结构层: 120厚现浇钢筋混凝土板 32 0.12mX25KN/m=3.0KN/m 抹灰层: 20厚混合砂浆 合计 Q9 0.02mX17KN/m3=0.34KN/m=5.6kN/m2 7.3.2标准层楼面、各层走廊楼面 2 >0.65kN/m 「12厚1: 2水泥石子磨光._i素水泥浆结合层一遍 水磨石地面q 水磨地18厚1: 3水泥砂浆找平层 素水泥浆结合层一遍 结构层: 120厚现浇钢筋混凝土板 32 0.12mX25KN/m3=3.0kN/m2 抹灰层: 20厚混合砂浆 0.02mX17KN/m3=0.34kN/m2 合计 2 3.99kN/m2 733梁自重 b>h=300mm<650mm 自重 25X0.3>C0-65-0.11)=4.05kN/m 抹灰层: 20厚混合砂浆 0.02X0.65-0.11)2Xl7=0.37kN/m 合计 4.42kN/m2 bXi=250mnX500mm 自重 25X0.25X0.5-0.12)=2.38KN/m 抹灰层 20厚混合砂浆 0.02X0.5-0.12)1X=0.26KN/m 合计 2.64kN/m bXi=200mm<400mm 自重 抹灰层 20厚混合砂浆 0.02XG/QI? )2X17=0.19kN/m 合计 1.59kN/m 7. 4活荷载标准值计算 7. 4.1屋面活荷载标准值 不上人屋面 0.5kN/m2 7. 4.2楼面活荷载标准值 走廊 2.5kN/m 办公室 2 2.0kN/m2 So=0.45kN/m2 片=1.0 7.4.3雪荷载 Sk=ArSo=1.0x0.45=0.45kN/m 屋面活荷载与雪荷载不同时考虑两者中取大值 7.5主梁和次梁的配筋计算 7.5.1正截面受弯承载力计算 7.5.2斜截面受剪承载力计算 7.6屋面、楼面设计 板计算划分单元如图5-1所示: 7. 6.1.1板的配筋计算 7.6.1.1.1 判断板类型 14炊 72D0 1( IF 10 72M 7KU. ■HOC 图9-1 IOn 由竺=1.67<3.0可知屋面板按双向板计算 l013.6 7.6.1.1.2荷载计算 由前面统计值可知 屋面板恒载设计值为5.6咒1.2=6.72kN/m2 活载设计值为1.4X05=0.7kN/m2 7.6.1.1.3按弹性理论进行计算 在求各区板跨内正弯矩时,按恒载均布及活荷载棋盘式布置计算取荷载g丄g+q/2=6.72+0.7/2=7.07kN/m2 q'=q/2=0.7/2=0.35kN/m2 在g'作用下各内支均可视为固定,某些区格板跨内最大正弯矩不在板的中心处在q'作用下,各区格板四周均可视作简支,跨内最大正弯矩则在中心处,计算时,可近似取二者之和作为跨内最大正弯矩值 在求各中间支座最大负弯矩绝对时,按恒荷载及活荷载均布满跨布置计算取荷载p=g+q=6.72+0.7=7.42kN/m2 按《混凝土结构设计》中的附录8进行计算 查表: 当卩=0时 跨内: mx=0.0367,応=0.082 支座: mX=0.0793,m;=0.0571 m;=0.0076,m;=0.0242 则计算可得 跨内: mx =(0.0367%7.07+0.082%0.353.62=3.73kNm 支座 m; fU m; u mx =(0.0076X7.07+0.0242X0.353.62=0.81kN汕 =3.73+0.2x0.81=3.89kN卯 =0.81+0.2咒3.73=1.56kN汕 mX=0.0793咒7.42天3.62=7.63kN汕 m;=0.057仔7.42咒3.62=5.49kN汕 hox=90mm,hby=100mm 截面配筋: 跨中: 匚向: f.95fyh0 =3砂106=216mm2 0.95x210x90 1.56X106 I八m lx方向: AS= 选用*8@200(人=251mm2) ==78mm2 0.95fyh00.95x210x100 选用*8@200(代=251mm2) 支座处: lx方向2佩=薦I0009r425mm2 选用10@180(As=436mm2) 6 ly方向2=0.95x30^10^274mm 选用财0@180(A=436mm2) 7.6.2单向板的配筋计算 7.6.2.1判断板的类型: l72 厂站3.。 ,按单向板进行设计 此板按考虑塑性内力重分布方法计算 7.6.2.2荷载计算 恒载设计值: g=6.72kN/m2 活载设计值: q=0.7kN/m2 7.6.2.3内力计算 计算跨度: l0=2.4m取弯矩计算系数 11 %=石%一14由公式 2 M=am(g+q)1。 得跨中弯矩值 12 M=—x7.42x2.42=2.42kN护16 支座弯矩值 12 M咒7.42咒2.42=-2.76kN0 14 7.624截面承载力计算 取b=1000mm,h=12Omm,h0 =120-20=100口口,%=1.0 分别由公式ots=□/%fcbh2,匕 亠〜呼 得跨中计算: aS=□/%fcbh: = 2.42X106 1.0X14.3X1000X1002"O.017 匕=1-J1-2%=0.017 选用*8@200(人=251mm2) 匕=1-屮-2叫=0.019 选用*8@200(A=251mm2) 7.7楼面设计 7.7.1D板的配筋的计算 7. 7.1.2荷载计算 I60"6"3.。 可知楼面板按双向板计算 楼面板: 3.99kN/m2 活载: 2.0kN/m2 恒载设计值: g=1.2x3.99=4.79kN/m2 活载设计值为q=1.4x2.0=2.8kN/m2 7.7.1.3按弹性理论进行计算(计算思路完全同9.1.1.3步) g'=g+q/2=4.97+2.8/2=6.19kN/m2 2 q'=q/2=1.4kN/m 求中间支座最大负弯矩时计算荷载: P=g+q=7.59kN/m2 J=3.6=0.6 ly6.0 当卩=0时 支座: mX=0.0793,m;=0.0571 my=0.0076,my=0.0242 支座 跨内: 则计算可得 mx=(0.0367x6.19+0.082天1.43.62=4.43kNammy=(0.0076x6.19+0.0242".4严3.62=1.05kN汕 m;=4.43+0.2x1.05=4.64kN刘 my=1.05+0.2x4.43=1.94kN卯 mX=0.0793^7.59天3.62=7.8kN卯 my=0.057仔7.59天3.62=5.62kN汕 h0x=90mm,h)y=100mm 故+,Am4.64勺0cLc2 跨中: lx方向: 人===258mm 0.95fyho0.95x210x90 选用*8@150(A=335mm2) 1.94X106 7.8X106 .m1.94人102 lx方向: As===97mm 0.95fyh00.95x210x100 选用*8@200(As=251mm2) ++風,„m7.8^102 5.62X106 ly方向•人=0.95fyh00.95x210x100 2 =281mm 支座处: |x方向209f0=0.95天300沢90二435mm 选用如0@150(人=524mm2) 选用财0@200(A=393mm2) 7.1.2C板的配筋计算 7.2.2.1判断板的类型: lx=7.2=3.0按单向板进行设计 ly2.4 此板按考虑塑性内力重分布方法计算 7.2.2.2荷载计算 恒载设计值: g=1.2x3.99=4.79kN/m2 活载设计值: q=1.4x2.5=3.5kN/m7.2.2.3内力计算 计算跨度: 1。 =2.4m取弯矩计算系数0 16 «m 1 1由公式 14 1 得跨中弯矩值M=—天8.29X2.42=2.98kN即 16 支座弯矩值M=-丄X8.29X2.42=-3.41kN肝 14 7.2.2.4截面承载力计算 =1.0 取b=1000mm,h=120mm,ho=120—20=100mm,o1 分别由公式叫=m/%fcbh2,E=1-J1-2^5,As=1fcbho• £=1-j1-2%=0.021 选用*8@200(A=251mm2) E=1-(1-2%=0.024 选用*8@200(A=251mm2) 踏步米用30mm厚水磨石,底面为20mm厚混合砂浆抹灰。 混凝土 均为C30,fc=9.6N/mm2,ft=1.1N/mm2。 平台梁与楼梯斜板中用钢筋 HRB335,fy=300N/mm2;踏步板、所有箍筋用HPB235, 8.2 楼梯形式 fy=210N/mm2。 层高3.6m,踏步尺寸为150mmX300mm,梯间活荷载2.5kN/m2。 楼梯采 用现浇板式双跑楼梯,如图6-1。 8.3踏步板设计 831荷载计算 图10-2 b=300mm,h=150mm,则 I 2+h2=J3002+1502=335(mm) 取一个踏步为计算单元。 斜板厚取120mm[大约存30〕 cosa=b/l=300/335=0.896 —ht 平均高度h=210mm. 2cosa 恒荷载 踏步自重标准值 踏步面层重 1.20.210=530=25;N1n89 1.2X(0.3+0.15)X0.65=0.35kN/m 合计 g=2.38N/m 活载设计值 g=1.2.50.=3KI.NO5m 荷载设计值总和 g+q=1.052.38kN.4m3 8.3.2内力计算 则踏步板计算跨度为: 3.3 ——=1.6m 2 踏步板跨中弯矩: MJg+q)|2Jx3.43x1.652=1.17kNm 88 8.3.3截面承载力计算 踏步板计算截面尺寸bXh=300mm<210mm ho=h—cS=210— 20=1mm 1.17X106 ^bh。 fc1.0X300%1902X14.3"0.0075 £=1-j1-2s=0.0076 民=迴^=43空空沁0匹=30mm2 fy 210 Pmi尸max{0.2%,f0.145/%0.45=1.43/2^00.307%}0.307%. pminbh=0.307%x300x210=193.41mm2》As=35.66mm2 按构造配筋,每踏步采用2$12(A=226.2mm2) 8.4楼梯斜板设计 (取1宽板带为计算单元) 8.4.1荷载计算 1宽板带荷载 1X1.2X0.21X1/0.894=7.18kN/m 合计 g+q=10.68kN 8.4.2内力及截面承载力计算 按简支梁形式支承于平台梁。 取跨中截面为控制截面进行配筋计算,可取用0=210-20=190mm cj+t_|=1OCBkNZrri t▼▼▼——工 亠亠3J)I M ~a1bh02fc名=1-厂瓦%fcbhgs 4_f 'y -—X10.6^3.30^=11.63kNm10 11.63X106 131000x1902x14.3—0.023 =0.023 二血迤00空皿空=208.3mm2 300 图10-3 10@200As=393mm2) 8.5平台板计算 取平台板厚为100mm。 8.5.1判断平台板的计算类型 汁警込3平台板可按双向板计算。 8.5.2荷载计算 水磨石面层 平台板厚 0.65X1=0.4kN/m2 2 0.1X25=2.5kN/m2 板底抹灰 2 0.02X17=0.34kN/m 恒载标准值 0.4+2.5+0.34=3.49kN/m2 恒载设计值 1.2咒3.49=4.19kN/m2 活载标准值 2.5kN/m2 活载设计值 2 2.5x1.4=3.5kN/m2 设计值合计 g+q=4.193=57.kN/m2 8.5.3按弹性理论进行计算(计算思路完全同9.1.1.3) g’=g+q/2=4.19+3.5/2=5.94kN/m2q'=q/2=1.75kN/m2 求中间支座最大负弯矩时计算荷载: P=g+q=7.69kN/m2 l; ly- 込0.5 3.6 当卩=0时 跨内: mx =0.04,m;=0.0965 x 支座: m; =0.0038,m;=0.0174 m;=0.0829,m;=0.057 则计算可得 跨内: m;=(0.04x5.94+0.0965x1.75W1.82=1.32kN测 my=(0.0038天5.94+0.0174咒1.75产1.82=0.17kN卯 mU=1.32+0.2x0.17=1.35kN卯 m;=0.17+0.2xl.32=0.43kNm 支座 m;=0.0892X7.69勺.82=2.06kNmm;=0.057咒7.69".82=1.42kN豹 跨中: 近似按A= 计算出相应的截面配筋面积 hox=90mm,亦=100mm "m1.35X106c2 lx方向: As: =: ==76mm 0.95fyh00.95x210x90 lx方向0.停106=22mm2 0.95fyh00.95x210x100 选用*8@200(As=251mm2) 6 支座处: L方向心悬’^^0轨=116mm2 ly方向: As=^^=“42*106=73^皿2 0.95fyh00.9^210^100 选用fe@200(As=251mm2) 8.6平台梁计算 8.6.1确定梁的尺寸 梁尺寸取bxh=200mmx400mm;梁跨度取 (10=3.6mminq II。 =1.05X(3.6-0.2)=3.57mJ \=3.6m。 8.6.2荷载计算 梯段梁传来 10.683.3/2k1N7.6n2 平台板传来 6.791.^/2k6N.9rS 平台梁自重 1.2 0.X2(0.40.1戶k2N5m. 抹灰自重 1.2x0.02x(0.2+0.3x2)x17=0.33kN/m 均布荷载合计 g+q=26.67N/m 弯矩设计值 1212 M=(g+q)l=X26.67x3.6=42.48kNm88 剪力设计值 V=1(g+q)1=1x26.67咒3.6=47.6kN rii 5Z 12-3平台梁计算简图 864配筋计算 =1.0x14.3x700x100x(365-50) ''hf 8fcbfhfjh。 I2丿 =315.28kNEAM=42.48kN^m 经判断截面属于第一类T形截面 叫42.48T6=0.032 Wbf^fc1.0咒700咒3652咒14.3 八1-/-2比=0.032;1=1-0.5—0.984 宀二42.他106=394.25mm2 Ysfyh00.984x300x365 Pminbh=0.2%X200X400=160mm2 选配钢筋34(实配人=462mm2)架立筋2 所以,可按构造配筋,选双肢箍筋 150CSmax=200mm. 由于0.bhtf=0.勺2屯03651.43kr73>\07kN47.6 9.雨篷设计 覆翻倒的危险,因此应进行抗倾覆验算。 9.1雨篷板的计算 此住宅一层进门处有雨篷,雨篷梁的截面尺寸为370mmX370mm,雨篷梁的梁 长3.2m,C25混凝土,HPB235钢筋,其悬挑长度为1.2m根部120mm,端部 100mm。 雨篷梁是受剪、弯、扭的构件。 计算净跨度: lo=2.4m,悬挑长度1.2m, 雨篷板的计算跨度为 10=1200mm 考虑沿板宽作用1KN/m的施工检修荷载,且作用于其端部。 9.1.1荷载计算 雨篷板自重 0.5(0.15)0.1=25kN.1金5/ 粉刷 0.02天17=0.34kN/m2 总计 3.45<6Nm 积水或积雪等活载 0.75kN/m2 荷载组合设计值 P=1.3.4561.40.7k5J5n2/ 施工检修荷载标准值 Pk=1.(kN集中荷载) 设计值 Pd=1.4>M.0=1.4kN(集中荷载) gd=4.2kN/m 9.1.2正截面强度计算 雨篷板无梁,取1m宽板作为计算单元。 内力设计值 1212M=—XPl;=—X5.2X1.22=3.7kN-m 22 1212 M=丄9」0+Fdl。 =丄X4.2X1.22+1.4X1.2=4.7kNm 22 巴=1-斤2叫=0.033 210 Aa1fcbh)©14.3灯000咒100咒0.033ccL2 8@200(乓=251mm2) 8@200 A===225mm fy 9.1.3雨篷的抗倾覆验算; 倾覆力矩转动点至墙外边缘的距离: x。 =0.13l1=0.13^370=48.1mm 抗倾覆力矩的计算,偏安全的仅计算雨篷梁长3.2米的范围内墙体自 重产生的抗倾覆力矩。 Gr=[(15.4-3.6)咒3.2-3X1.5咒1.8]X5.24=155.42KN Mr=0.8Gr(l2-冷)=0.8x155.42x(0.185-0.0481)=17.02KN”m 倾覆力矩: Mov=4=3.465X(0.5+0.0481)x2.4+1.4x(1.2+0.0481)x2.4=8.75KN.m Mov 抗倾覆满足要求. 9.2雨篷梁的计算(此例中所参考雨篷梁为300*600计算的,此 梁悬挑长度1.2m,净跨2.4m。 ) 9.2.1荷载计算 梁自重 3.3I4Nm 0.30>625kN.5m 墙传来荷载 集中活载设计值 巳=1.4 922抗弯计算 9.2.2.1内力计算 1212 M端g=—gdlo=—咒14.4咒2.4=—6.92kNm 1212 Mg=—gdl。 一M端=—x14.4x2.4—6.92=3.45kNm88 1212 M端q=-—qdlo=一一X1.05X2.42=—0.504kNm 1212 1212 Mq=—qdlo—M端=—X1.05X2.4-0.504=0.252kN-mq88 Mopjp」。 =lx1.4x2.42=1.68kNm 44 112 MQfp^=-—p」0=—-X1.4x2.4=0.8
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