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【7层】5535平米框架行政指挥中心毕业设计(建筑、结构图、计算书、施组).rar

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    编号:20180915223548242    类型:共享资源    大小:2.31MB    格式:RAR    上传时间:2018-09-15
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    5535 平米 框架 行政 指挥中心 毕业设计 建筑 结构图 计算 施组
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    1 结构计算书总说明1.1 楼(屋)盖结构计算本设计采用了弹性理论方法和塑性内力重分布方法两种计算方法对楼(屋)盖的梁板结构进行了结构分析和计算,并根据计算结果进行配筋构造设计。1.2 框架结构计算池州富华行政指挥综合楼设计采用人工计算的方法对所选取的一榀框架进行了结构计算,主要进行了框架荷载计算、框架内力计算、框架荷载效应组合和框架截面设计等。1.3 基础结构计算本设计基础选用柱下独立基础,主要对框架结构计算中所选取的一榀框架的柱下独立基础进行了结构计算和设计。注:本结构计算和设计除某些方面具体注明外,其余均按新规范要求进行计算和设计。2 结构计算书2.1 楼板结构计算2.1.1[设计资料]池州富华行政指挥综合楼楼盖结构采用现浇钢筋混凝土楼盖,楼面面层为地砖地面(q=0.55N/ m2) ,100mm 厚钢筋混凝土板,15mm 厚混合砂浆天棚抹灰,楼面活载标准值 q=0.55N/ m2,楼盖采用 C30 混凝土(f c=14.3N/mm2),钢筋采用 HPB235 级(f y=210 N/mm2)。梁中纵向受力钢筋采用 HRB335 级(f y=300 N/mm2) 钢筋,其它采用 HPB235 级钢筋。2.1.2[结构布置]选第四层结构平面进行设计,楼盖梁板结构布置及构件编号和尺寸见结施图,由于是对称的选其中一部分进行计算,楼面板的布置如下图 2.1.1 所示(图中尺寸单位为mm):2.1.3 荷载计算(1) 楼面板[100mm(120mm)厚](不包括卫生间)30mm 厚地砖面层 0.70kN/m2100mm(120mm)厚钢筋混凝土板 0.1 m (0.12m)×25kN/m 3=2.5kN/m2 (3kN/m2)20mm 厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2 恒载标准值 gk=3.68kN/m2 恒载设计值 g=1.2×3.68kN/m2 =4.416kN/m2活载设计值 q=1.4×2 kN/m2=2.80kN/m2合计 荷载设计值 p=g+q=7.216 kN/m2(2)走廊楼面板(80mm)厚30mm 厚地砖地面 0.70kN/m280mm 厚钢筋混凝土板( 结构层引起的楼面恒载) 0.08m×25kN/m 3=2kN/m220mm 厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2恒载标准值 gk=3.18kN/m2 恒载设计值 g=3.18×1.2=3.816 kN/m2 活载设计值 q=2.5×1.4= 3.50kN/m2 合计 荷载设计值 p=g+q=7.316 kN/m2(3)卫生间楼面板(100mm)厚30mm 厚地砖地面 0.70kN/m2100mm 厚钢筋混凝土板 0.10m×25kN/m3=2.50kN/m2500mm 厚焦渣混凝土 0.5m×12kN/m 3=6kN/m220mm 厚石灰砂浆板底抹灰 0.02m×17kN/m3=0.34kN/m2轻钢龙骨吊顶 0.14kN/m2 恒载标准值 gk=9.68kN/m2 恒载设计值 g=9.68×1.2=11.616kN/m2 活载设计值 q=2.0×1.4= 2.8kN/m2 合计 p=g+q=14.416 kN/m22.1.4 荷载计算 2由于各板 ,故都按双向板计算。由于支座宽度较小,计算跨度近似取轴线3/10l间距。在求各区格板跨内正弯矩时,按恒载均布及活载棋盘式布置计算,取 和 分别gq作用下跨内最大正弯矩之和为设计值;在求各中间支座最大负弯矩时,按恒载及活载均满布各区格板计算。取荷载:(1) 楼面板荷载g’=g+q/2 =4.416+2.8/2=5.816 KN/m22/40.1/80.2mkNkqg+q=4.416+2.8=7.216KN/m2(2) 走廊楼面板荷载g’=g+q/2 =3.816+3.5/2=5.566KN/m22/75.1/50.32mkNkqg+q=3.816+3.5=7.316 KN/m2(3) 卫生间楼面板荷载g’=g+q/2 =11.616+2.8/2=13.016KN/m22/40.1/80.2mkNkqg+q=11.616+2.8=14.416 KN/m2(4)雨棚板荷载:g’=g+q/2 =5.376+0.7/2=5.726KN/m220.7/.35/2qkNmkg+q=5.376+2.8=6.076KN/m2按《混凝土结构设计》 附录 8 进行内力计算,计算结果见表 2.1.1。1表 2.2.1 4 楼板弯矩计算区格 B1 B2yxl0/3.75/6.6=0.57 3.75/6.6=0.57计算简图 )/(2'mkNx(0.0516×5.816+0.086×1.4) ×3.752=5.918(0.0392×5.816+0.086×1.4) ×3.752=4.9090'y(0.0114×5.816+0.0.022×1.4) ×3.752=1.371(0.0049×5.816+0.022×1.4) ×3.752=0.838)/(2)x5.918+0.2×1.371=6.192 4.909+0.2×0.838=5.076跨内 2.ky1.371+0.2×5.918=2.555 0.838+0.2×4.909=1.820计算简图 'xm2/kN0.1122×7.216×3.752=11.385 0.0822×7.216×3.752=8.339支座 'y/0.0784×7.216×3.752=7.954 0.0570×7.216×3.752=5.788区格 B3 B4yxl02.4/3.75=0.64 2.4/3.75=0.64计算简图 xm2/kN(0.0379×5.566+0.0065×1.75) ×2.42=2.013(0.0782×5.566+0.079×1.75) ×2.42=1.7090y/(0.0065×5.566+0.025×1.75) ×2.42=0.465(0.0571×5.566+0.025×1.75) ×2.42=1.575)(2)kx2.013+0.2×0.465=2.106 1.709+0.2×1.575=2.024跨内 2.0/)(mNy0.465+0.2×2.013=0.868 1.575+0.2×1.709=1.917计算简图支座 'x2/kN0.0806×7.316×2.42=3.396 0.0358×7.316×2.42=1.509'ym2/kN0.0567×7.316×2.42=2.389 0.0084×7.316×2.42=0.352区格 B5 长边简支 B6(卫生间)yxl0/2.4/3.75=0.64 0.48 小于 0.5计算简图 xm2/kN(0.0186×5.566+0.079×1.75) ×2.42=1.396(0.0516×13.016+0.086×1.4) ×3.752=11.1400y/(0.0387×5.566+0.025×1.75) ×2.42=1.496(0.0114×13.016+0.022×1.4) ×3.752=2.525)(2)x1.396+0.2×1.496=1.695 11.140+0.2×2.525=11.646跨内 2.ky1.496+0.2×1.396=1.775 2.525+0.2×11.140=4.753计算简图'xm2/kN0.0754×7.316×2.42=3.176 0.1122×14.063×3.752=22.746支座'y 0.0930×7.316×2.42=3.918 0.0784×14.063×3.752=15.890B1- B2 支座 = ×(-11.385-8.339)=-9.862'y21B1- B4 支座 = ×(-11.385-1.509)=-6.447'xmB1- B3 支座 = ×(-11.385-3.396)=-7.391'x21B6- B3 支座 = ×(-22.746-3.396)=-13.071'yB1- B6 支座 = ×(-22.746-11.385)=-17.066'ym21B2- B4 支座 = ×(-8.339-1.509)=-4.924'xB3- B4 支座 = ×(-3.396-1.509)=-2.453'y21B4- B5 支座 = ×(-1.509-3.918)=-2.714'xm21B5- B2 支座 = ×(-3.918-8.339)=-6.129'x2.1.5 配筋计算截面有效高度: lx方向跨中截面的 hox=h-20=120-20=100mm;l y方向跨中截面的hoy=h-30=120-30=90mm;支座截面的 hox=100mm。为了便于计算,均近似取 r=0.95, 。截面配筋计算结果及实际配筋,ysfMA095.列于表 2.1.2 中。表 2.1.2 按弹性理论计算双向板截面的计算与配筋h0(mm)M(KN﹒m)As(mm2)配 筋 实 用As(mm2)lx 100 8.52 388 φ10@150 523B1ly 90 7.41 183 φ10@150 523lx 100 6.92×0.8=5.34 318 φ8@150 335B2ly 90 4.98 130 φ8@150 335lx 100 4.09×0.8=3.28 132 φ8@200 251B3ly 90 8.74×0.8=7.0 62 φ8@200 251lx 100 2.66×0.8=2.13 127 φ8@200 251B4ly 90 2.01×0.8=1.61 137 φ8@200 251lx 100 2.77 106 φ8@200 251B5ly 90 1.52×0.8=1.22 127 φ8@200 251lx 100 11.646 730 φ12@150 754跨中B6ly 90 4.752 340 φ10@150 523B1- B2 80 -9.862 851 φ12@125 905B1- B4 80 -6.447 655 φ12@150 754B1- B3 80 -7.391 655 φ12@150 754B6- B3 80 -13.071 868 φ12@125 905支座B1- B6 80 -17.066 1306 φ12@100 1131项截面B3- B4 80 -4.924 557 φ12@150 754B3- B4 80 -2.453 226 φ8@200 251B4- B5 80 -2.714 179 φ8@200 251B5- B2 80 -6.129 487 φ10@150 5232.2 连续梁计算连续梁的布置如图 2.2.1 所示。计算方法分别采用了弹性理论方法和塑性理论方法(即内力重分布法)。2.2.1 连续梁(KL-1)计算计算方法采用弹性理论方法,考虑活荷载的最不利布置。计算跨度为 3.75m,按等跨连续梁计算内力,取 =3.75m。0l1、截面尺寸估算h=l/8~l/14=3750/8~3750/14=469~268取 h=450mm,b=250mm(b 不能小于 200mm) 。2、荷载设计恒载设计值由板传来三角形荷载 4.416KN/m 2×(3.75/2)m=8.28KN/m等效均布荷载 8.28 KN/m ×(5/8)=5.175 KN/m240 普通砖墙(考虑洞口折减) 1.2×18KN/m3×(3.6-0.45)m×0.24m×0.8=13.07KN/m梁自重 1.2×25KN/m 3×0.25m×(0.45-0.12)m=2.48KN/m20 厚梁侧抹灰 1.2×(0.45-0.12)m×2×0.02m×17 KN/m 3=0.27 KN/mg=20.96 KN/m活载设计值由板传来三角形荷载 2.8KN/m 2×(3.75/2)m=5.25KN/m等效均布荷载 5.25 KN/m×(5/8)=3.28KN/mq=3.28 KN/m合计: g+q=24.24 KN/m3. 内力计算计算简图如图 2.2.2。梁的折算荷载为:恒载 =20.96+3.28/4=21.78kN/m 在计算中按满布荷载4/'qg活载 =(3×3.28)/4=2.46kN/m 在计算中按最不利情况布置3'在各种不同分布的荷载作用下的内力计算可采用等跨连续梁的内力系数表进行,跨内和支座截面最大弯矩及剪力按下式计算,则:M=KgL2+KqL2V=KgL+KqL式中系数 K 值由《混凝土结构设计》 附录 7 查得,具体计算结果以及最不利荷载组合见2表 2.2.1、表 2.2.2。将以上最不利荷载组合下的弯矩图及剪力图分别叠画在同一坐标图上,即可得梁的弯矩包络图(见图 2.2.3)及剪力包络图(见图 2.2.4)+表 2.2.1 KL-1 梁的弯矩计算(KN·m)序号计 算 简 图边跨跨内中间支座 中间跨跨内
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