砌体结构计算书

砌体结构设计计算书

1.结构布置

结构布置采用橫墙承重方案，楼板以及屋面板为100厚的现浇钢筋混凝土板，层高为3m，墙体选择MU10的砖砌24墙。

结构布置图

1.1构造柱布置

按《建筑抗震设计规范》GB50011—2001规定，对于7度设防六层砌体结构，在外墙四角，楼梯间四角，较大洞口两侧，大房间内外墙交接处，各内墙与外墙交接处设置构造柱。构造柱截面采用240mm240mm，纵向钢筋采用412，箍筋间距为150mm。

1.2圈梁的布置

按《建筑抗震设计规范》GB50011—2001规定，7度设防现浇钢筋混凝土圈梁，在内外纵横墙屋盖处及每层楼盖处设置圈梁圈。梁截面尺寸240mm200mm，圈梁纵筋采用

410，箍筋采用8@200。因层数超过四层，所有纵横墙隔层设置，沿墙长配置210纵

向钢筋。

2.荷载计算

根据结构布置图知，选择最不利墙体○2轴墙体来计算其承载能力，取1m宽为设计单元。

2.1屋面荷载

APP改性沥青找平防水层 0.30KN/m 20厚水泥砂浆找平层 0.40KN/m 平均150厚保温找坡层 0.52KN/m APP改性沥青隔气层 0.05KN/m 20厚水泥砂浆找平层 0.40KN/m 现浇钢筋混凝土楼板100厚 2.5KN/m 15厚水泥砂浆找平层 0.26KN/m 永久荷载标准值

22222224.43KN/m2

活荷载标准值 0.70KN/m

由屋盖传给计算墙体的荷载

标准值：N1GkQk(4.430.70)(4.23.6)120.0KN 设计值：

由可变荷载控制的组合

2121N1a1.2Gk1.4Qk(1.24.431.40.70)(4.23.6)124.6KN

2由永久荷载控制组合

1N1b1.35Gk1.0Qk(1.354.431.00.70)(4.23.6)126.1KN

22.2楼面荷载

20厚水泥砂浆抹面 0.40KN/m 100厚钢现浇筋混凝土楼板 2.50KN/m 15厚混合砂浆天棚抹灰 0.26KN/m

2

222恒荷载标准值：

3.16KN/m2

活荷载标准值： 2.00KN/m 由楼面传给计算墙体的荷载 标准值：

2设计值：

由可变荷载控制的组合

1N2GkQk(3.162.00)(4.23.6)120.12KN

21N2a1.2Gk1.4Qk(1.23.161.42.00)(4.23.6)127.92KN

2由永久荷载控制组合

1N2b1.35Gk1.0Qk(1.353.161.02.00)(4.23.6)124.44KN

22.3墙体自重

对于5层墙厚240mm，两侧采用20mm砂浆抹面，计算高度为3.0m

标准值： 0.240193.010.04203.0116.1KN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a16.11219.3KN 由永久荷载控制组合： N3b16.11.3521.7KN

对于2、3、4层墙厚240mm，两侧采用20mm砂浆抹面，计算高度为2.8m 标准值： 0.24192.810.04202.8115KN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a151.218KN 由永久荷载控制组合： N3b151..3520.25KN

对于1层墙体厚度为240mm两侧采用10mm厚砂浆抹面，计算时计算高度取至室外地面以下0.5m处，则底层楼层高度为3.85m，即计算高度为3.85m。

其自重标准值：

N3a0.24193.8510.04203.85120.6KN

设计值:

由可变荷载控制的组合： N3a20.61.224.7KN 由永久荷载控制组合： N3a20.61.3527.8KN

3

3.内力及承载力计算

本建筑墙体的最大高厚比： 故满足要求。

依据墙体结构布置，○2，取○2轴1m宽墙体为计算单元，在不考虑局部作用钢筋混凝土梁时，其墙体承载力因两侧开间相差不大，故可以近似按照轴心受压构件进行计算，这样，H385016.0426 h240计算截面可以取每层墙体的根部，计算简图如图

墙体的承载力计算列于下表：

横向墙体由可变荷载控制时的承载力计算表 计算项目 第5层 第4层 第3层 第2层 第1层 N/Kn 43.9 89.82 135.7 181.7 234.3 h/mm 240 240 240 240 240 H0/m 3 3 2.8 2.8 3.85 H0/h 12.5 11.7 11.7 11.7 16.04  0.81 0.83 0.83 0.83 0.72 A/mm2 240000 240000 240000 240000 240000 砌块 MU 10 10 10 10 10 砂浆 M 7.5 5 5 7.5 7.5 4

：f/(N/mm2) 1.5 1.5 298.8 1.5 298.8 1.69 336.6 1.69 292.0 Af/KN Af/K 291.6 1 1 1 1 1

横向墙体由永久荷载控制时的承载力计算表

计算项目 N/Kn h/mm H0/m 第5层 47..8 240 3 12.5 0.81 240000 10 7.5 第4层 92.5 240 2.8 12.5 0.81 240000 10 5 1.69 328.5 第3层 137.2 240 2.8 12.5 0.81 240000 10 5 1.69 328.5 第2层 181.9 240 2.8 12.5 0.81 240000 10 7.5 1.69 328.5 第1层 234.3 240 2.8 12.5 0.81 240000 10 7.5 1.69 328.5 H0/h  A/mm2 砌块 MU 砂浆 M f/(N/mm2) 1.69 Af/KN Af/K 328.5 1 1 1 1 1 上述承载力计算表明，墙体的承载力满足要求。 纵墙墙体计算

4.1.1屋面荷载

永久荷载标准值 4.43kN/m 屋面活荷载标准值 0.70kN/m 由屋盖传给计算墙体的荷载

标准值： N1GkQk(4.430.70)2.72.433.2kN 设计值：

1）由可变荷载控制的组合

N1a1.2Gk1.4Qk(1.24.431.40.70)2.72.440.8kN 2）由永久荷载控制的组合

5

22 N1b1.35Gk1.0Qk(1.354.431.00.70)2.72.443.3kN

4.1.2

楼面荷载

2永久荷载标准值 3.16kN/m 楼面活荷载标准值 2.00kN/m 由楼面传给计算墙体的荷载

标准值： N2GkQk(3.162.00)2.72.433.4kN 设计值：

1）由可变荷载控制的组合

N2a1.2Gk1.4Qk(1.23.161.42.00)2.72.442.7kN 2）由永久荷载控制的组合

2 N2b1.35Gk1.0Qk(1.353.161.02.00)2.72.440.6kN

4.1.3

墙体自重

1)对于5层墙厚240mm，计算高度为3.0m

标准值 N35.4(3.02.41.51.2)0.51.51.230.1kN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a30.11.236.1kN 由永久荷载控制组合： N3b30.11.3540.6kN 2)对于2、3、4层墙厚240mm，计算高度为2.8m

标准值： N35.4(2.82.41.51.2)0.51.51.227.5kN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a27.51.233.0kN 由永久荷载控制组合： N3b27.51.3537.1kN

3)对于1层墙体厚度为240mm,计算高度为3.85m

标准值： N35.4(3.852.41.51.2)0.51.51.241.1kN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a41.11.249.3kN 由永久荷载控制组合： N3b41.11.3555.5kN 4)女儿墙（设置女儿墙高度为0.9m）

标准值： N45.42.40.911.7kN 设计值：

可变荷载控制的组合： N3a11.71.214.0kN

6

由永久荷载控制组合： N3b11.71.3515.8kN

4.2内力及承载力计算

在梁端下设置abbbtb240mm550mm180mm的刚性垫块，则梁端垫块上表面有效支承长度a01h（设置梁的截面尺寸为250mm550mm），对于由可变荷载控fh的计算结果列于下表： f制及永久荷载控制的组合，a01 由可变荷载控制下的梁端有效支承长度计算 计算项目 第5层 550 第4层 550 1.50 90.9 288000 0.316 0.211 5.72 109.5 第3层 550 1.50 166.6 288000 0.578 0.385 5.98 114.5 第2层 550 1.69 242.3 288000 0.841 0.498 6.43 116.0 第1层 550 1.69 318.0 288000 1.104 0.653 7.14 128.8 h/mm f/(N/mm2) 1.50 Nu/kN 14.0 288000 A/(mm2) 0/(N/mm) 0．049 0/f 1 a0/mm 0.03 5.44 104.2

由永久荷载控制下的梁端有效支承长度计算 计算项目 第5层 550 第4层 550 1.50 99.7 288000 0.346 第3层 550 1.50 177.4 288000 0.616 第2层 550 1.69 255.1 288000 0.826 第1层 550 1.69 332.8 288000 1.156 h/mm f/(N/mm2) 1.50 Nu/kN 15.8 288000 A/(mm2) 0/(N/mm) 0．055 7

0/f 1 a0/mm 0.037 5.45 104.4 0.231 5.75 110.1 0.411 6.05 115.8 0.524 6.56 118.3 0.684 7.28 131.3

按由可变荷载控制和由永久荷载控制的组合分别计算各层I-I，IV-IV截面的内力，计算结果列于下表：

由可变荷载控制下的纵墙内力计算表 楼 层 上层荷载 本层荷载 I-I截面 IV-IV截面 Nu/kN 5 4 3 2 1

14.0 90.9 166.6 242.3 318.0 Nl/kN 40.8 42.7 42.7 42.7 42.7 e1/mm M/(kN.m) 78.32 76.2 74.2 73.6 64.5 3.20 3.25 3.17 3.14 2.75 NI/kN NIV/kN 54.6 133.6 209.3 285.0 360.7 90.9 166.6 242.3 318.0 410.0 由永久荷载控制下的纵墙内力计算表 楼 层 上层荷载 本层荷载 I-I截面 IV-IV截面 Nu/kN 5 4 3 2 1

15.8 99.7 177.4 255.1 332.8 Nl/kN 43.3 40.6 40.6 40.6 40.6 e1/mm 78.24 75.96 73.68 72.68 67.48 M/(kN.m) 3.39 3.08 2.99 2.95 2.74 NI/kN 59.1 140.3 218.0 295.7 373.4 Nu/kN 99.7 177.4 255.1 332.8 428.9 本建筑墙体最大的高厚比为H0385016.04<2=0.792620.54满足h240要求

按由可变荷载控制和由永久荷载控制的组合分别计算各层I-I，IV-IV截面的承载力，计算结果列于下表：

由可变荷载控制下的纵墙承载力计算表

8

第5层 计算项目 I-I 截面 IV-IV截面 第4层 I-I 截面 IV-IV截面 第3层 I-I 截面 IV-IV截面 第2层 I-I 截面 IV-IV截面 第1层 I-I 截面 IV-IV截面 M/(kN.m) 3.20 54.8 58.4 240 0.24 12.5 0.37 0 90.9 0 240 0 12.5 0.81 3.25 0 3.17 0 3.14 0 2.75 0 N/kN e/mm h/mm e/h 133.6 166.6 209.3 243.3 285.0 318.0 360.7 410.0 24.3 240 0.10 11.7 0.61 0 240 0 11.7 0.83 15.1 240 0.06 11.7 0.70 288000 10 0 240 0 11.7 0.83 11.0 240 0.04 11.7 0.78 0 240 0 11.7 0.83 7.6 240 0.03 16.0 0.66 0 240 0 160 0.72 H0/h  A/mm2 砌块 MU 砂浆 M 5 1.50 5 1.50 1.50 5 1.50 1.50 7.5 1.69 1.69 7.5 1.69 1.69 f/(N/mm2) 1.50 Af/kN Af/N 158.1 >1 349.9 263.5 358.6 302.4 358.6 379.6 403.9 321.2 350.4 >1 >1 >1 >1 >1 >1 >1 <1 <1

由永久荷载控制下的纵墙承载力计算表 计算项目 第5层 I-I 截面 IV-IV截面 第4层 I-I 截面 IV-IV截面 第3层 I-I 截面 IV-IV截面 第2层 I-I 截面 IV-IV截面 第1层 I-I 截面 IV-IV截面 M/(kN.m) 3.39 59.1 57.4 240 0.24 12.5 0.37 0 99.7 0 240 0 12.5 0.81 3.08 0 2.99 0 2.95 0 2.74 0 N/kN e/mm h/mm e/h 140.3 177.4 218.0 255.1 295.7 332.8 373.4 428.9 22.0 240 0.10 11.7 0.61 0 240 0 11.7 0.83 13.7 240 0.06 11.7 0.70 288000 10 0 240 0 11.7 0.83 10.0 240 0.04 11.7 0.78 0 240 0 11.7 0.83 7.3 240 0.03 16.0 0.66 0 240 0 160 0.72 H0/h  A/mm2 砌块 MU 砂浆 M 5 5 5 7.5 7.5 9

f/(N/mm2) 1.50 1.50 1.50 1.50 1.50 1.50 1.69 1.69 1.69 1.69 Af/kN Af/N 158.1 349.9 263.5 358.6 302.4 358.6 379.6 403.9 321.2 350.4 >1 >1 >1 >1 >1 >1 >1 >1 <1 <1

由表中结果可得底层纵墙承载力不够，现增大材料强度等级——砖采用MU15，砂浆采用M10（即f2.31N/mm），重新验算底层纵墙承载力 1） 由可变荷载控制的的组合

2由前面计算可知：01.104N/mm 0/f1.104/2.310.48 则16.36

2所以a01h5506.3698.1mm f2.3111e1h0.4a02400.498.180.76mm

22MNle142.780.76/10003.45kN.m

M3.45103e9.56mm

N360.7e9.560.04 16.0 则0.634 h240

所以Af0.6342882.31421.8KNNII360.7KN 对于IV-IV截面e0 则0.72

所以Af0.722882.31479kNNIVIV410.0kN 由上可得满足要求

2） 由永久荷载控制的的组合

2 01.156N/mm 0/f1.156/2.310.50 则16.45

所以a01h5506.4599.5mm f2.3111e1h0.4a02400.499.580.20mm

22MNle140.680.20/10003.26kN.m

10

M3.26103e8.73mm

N373.4e8.730.04 16.0 则0.634 h240

所以Af0.6342882.31421.8KNNII373.4KN 对于IV-IV截面e0 则0.72

所以Af0.722882.31479kNNIVIV428.9kN

由上可得满足要求

综上所述可得将底层材料改为砖采用MU15，砂浆采用M10可以满足承载力要求

4.1结构抗震设计 重力荷载

因结构以○6轴对称，取一半进行计算。

1）屋面荷载

屋盖 4.4318.610.8889.9KN 阳台 4.431519.8131.6KN 雪荷载 0.50.35(18.610.81.519.8)40.4KN 合计 1061.9KN

2）楼面荷载

楼盖 3.1618.610.8634.8KN 阳台 3.161519.893.9KN 合计 728.7KN

3）墙体自重

2-4层

1○6轴 16.110.8173.9KN ○

②④⑤

轴

(2.810.8122)5.4141.7KN

3轴 (310.812)5.4164.2KN ○

A轴 (18.631221.89.4)5.4188.4KN B轴 (18.64.22)35.4165.3KN D轴 (18.631221.88.6)5.4196.1KN

11

合计 1041.3KN

1层

1○6轴 21.210.8229.0KN ○

2○4○5轴 (310.8122)5.4153.4KN ○

3轴 (310.812)5.4164.2KN ○

A轴 (18.631221.89.4)5.4188.4KN B轴 (18.64.22)35.4165.3KN D轴 (18.631221.88.6)5.4196.1KN 合计 867.3KN 4）女儿墙自重

(190.240.90.04200.9)(18.6210.8)231.6KN

5）各层集中重力荷载

各层重力荷载以楼层为中心，取楼层上下层高之半集中于该楼层。 G61061.9231.61041.30.51814.2KN G2G3G4G5728.71041.31770.0KN

G10.8510577.28990.6KN

4.2地震作用及各层地震剪力

本建筑为7度设防，max0.08

FekmaxGeq0.088990.6719.2KN

FiGiHi6FEK

iGHii1ViFi

GHii16i1683.03.951770.0(6.959.9512.9515.95)1814.218.95

122092.9KNm各层地震作用及地震剪力 楼层 1 1683.0 2 1770.0 3 1770.0 4 1770.0 5 1770.0 6 1814.2 Gi 12

Fi Vi 39.16 719.19 72.46 680.03 103.74 607.57 135.02 503.83 166.30 368.81 202.51 202.51 4.3橫墙截面抗震能力验算

2的橫墙为最不利墙段，对其进行抗震承载力验算，首层剪力最大，只验算首层。轴线○ 全部横向抗侧力墙体截面面积

A1(11.041)0.241(11.042)0.24311.040.24214.22m2

2橫墙面积 轴线○

A12(11.042)0.242.17m2

2橫墙分担的重力荷载面积 轴线○

AG,12(1.82.1)(10.80.242)35.25m2

全部橫墙总重力荷载面积

AG,1(18.60.12)(10.80.24)206.67m2

2轴橫墙地震剪力设计值 首层○

1A12AG,1212.1735.25V12()V1()719.19116.22KN

2A1AG,1214.22206.672轴1m墙上重力荷载代表 ○

0.50.354.435(3.160.52)0.5(3.64.2)(5.4530.55.4

3.95)190.74KNO,12190.741030.79MPa 60.2410砂浆强度等级M7.5，f=0.08Mpa

O,12f9.875 查表得n1.94

freNfw1.940.080.1552MPa

freAre0.15522.17106336.78V12116.22KN

1.0该橫墙安全。

13

5.基础设计

设计概况：地基的承载能力标准值为Fak160kPa，粉质粘土，持力层的室外标高以下1.5m。

每层楼盖的偏心荷载只在本层内产生弯矩，上层传来的荷载Nu通过上层墙体的截面形心，墙体为轴心受压条形基础，取1m为计算宽度，采用无筋扩展基础。基础下层为300厚的C15混凝土，上面为标准砖砌筑，砌筑方式为二皮衣收，基础埋深2m。

bFk

famd式中：Fk——相当于荷载效应标准组合时，上部结构传至基础顶面的竖向荷载； fa——修正后的地基承载了特征值；

m——基础底面以上的加权平均重度，可取m20kN/m3。

查规范可得，b0.3，d1.6。

修正后地基承载力特征值，初步假设基础埋深d1.8m，b3m。

则 fafakbm(b3)dm(d0.5)1601.620(20.5)208KN

2轴墙体 取最不利○

Fk20.0520.116.1521.24.8227KN

bFk2271.21m 取b=1.25m。

famd20820基底压力pk

FkGk2272021.012.5221.6kPa A12.51.0采用4级台阶b00.06420.240.72m 基础高度H00.30.1240.78m

6.楼板配筋

由结构可知楼板为双向板，根据结构对称性，取下图所示进行配筋计算。

14

6.1楼板荷载基本组合值

q1.23.161.426.59KN/m

2 6.2楼板计算简图

承载力按内力重分布设计，板在墙上的支撑长度为240mm。取4200m为平均跨度计算。 板的计算跨度

边跨l01lnh/24200240240/24080mm故取4080mm。

中间跨ln254002402504910 计算跨度l014080 l02ln21.025ln4059mm

11h49101004960 22按等跨连续板计算，取五跨，以1m宽板带为计算单元。计算简图如下：

楼板计算简图

7.1楼板荷载基本组合值

P1.23.161.42.06.59kN/m

27.2弯矩计算

1）A区格：

净跨ln1420024023720mm ln254002402504910mm 计算跨度l01ln1h37201003820mm

15

l02ln211h49101004960mm 22 l01/l023820/49100.77

22 查表可得m10.032Pl010.0326.593.822.16kN.m 22 m20.011Pl010.0116.593.821.16kN.m

'''22 m1m10.0739Pl010.07396.593.826.74kN.m '''22 m2m20.0527Pl010.05276.593.825.22kN.m

2）B区格：

计算跨度l01ln1h360024021003220mm l02ln2h540024021005020mm l01/l023220/50200.64

22 查表可得m10.037Pl010.0376.593.222.53kN.m 22 m20.006Pl010.0066.593.220.41kN.m '22 m10.086Pl010.0866.593.225.88kN.m

'' m16.74kN.m

'''22 m2m20.0572Pl010.05726.593.223.91kN.m

3）C区格：

计算跨度l01ln1h300024021002620mm l02ln2h540024021005020mm l01/l022620/50200.52

22 查表可得m10.040Pl010.0406.592.621.81kN.m 22 m20.004Pl010.0046.592.620.18kN.m '22 m10.0832Pl010.08326.592.623.76kN.m

'''m20.0569Pl0120.05696.592.6222.58kN.m m1''6.74kN.mm2 16

弯矩计算结果下表所示 截面 跨 中 A 区格 实际m/(kN.m) l01 方向 As/mm 2As(min)/mm 2配筋 As/mm2 2.16 130.4 l02 方向 B 区格 1.00 59.9 l01 方向 2.53 153.1 6/8@140 281.0 0.40 23.9 l02 方向 C 区格 l01 方向 1.81 109.0 l02 方向 支座 A 区格 0.18 10.7 190.5 l01 方向 -6.74 420.5 8@120 419.0 l02 方向 B 区格 -5.22 322.0 6/8@120 327.0 l01 方向 -5.88 365.6 8@140 359.0 l02 方向 C 区格 -3.91 239.0 l01 方向 -3.76 229.5 6/8@140 281.0 l02 方向 -2.58 156.2 17

7挑梁设计

挑梁的挑出长度l1.5m，埋入深度l12.0m，截面尺寸bhb240300。挑梁上墙体尽高2.9m。墙体自重5.4kN/m

阳台边梁传至挑梁的集中荷载：可变荷载Fk4.48kN,永久荷载FGk11.0kN.

阳台板传给挑梁的荷载标准值为：可变荷载q1k9.0kN/m

永久荷载g1k11.38kN/m

本层楼面传给埋入段的荷载： 永久荷载g2k12.32kN/m 挑梁的自重为1.8kN/m。

挑梁示意图

7.1抗倾覆验算

l12.2hb660mm，倾覆x00.3h00.09m0.13l10.21m

点

至

墙

外

边

缘

的

距

离

取

倾覆力矩：由可变荷载效应控制的组合：

Mov(1.211.01.44.48)1.590.51.2(11.381.8)1.491.5953.55kNm 由永久荷载效应控制的组合：

Mov(1.3511.04.48)1.590.51.35(11.381.8)91.5952.04kNm

18

取较大值Mov53.55kNm

Mr0.8Gr(l2x0)(12.321.8)2(10.09)42.95.4(20.09)0.8

0.5225.4(24/30.09)88.25kNmMov53.55kNm故抗倾覆安全。

7.2挑梁下砌体局部受压承载力验算

NL2R21.211.01.44.481.2(11.381.8)1.49.01.59 64.65kNAlf0.71.51.22403001.69153.32kN故梁下砌体局部承压安全。

Nl64.65kN

7.3挑梁截面配筋计算

MmaxMov53.55kNm

VmaxVo1.2(1111.381.5)1.491.552.58kN

M53.55106s0.199 22fcbh014.3240(30020)112s0.224

Asfcbh014.32402800.224717.5mm2fy300minbh0.002240300144mm22选用318，As763mm

V52.58

0.25fcbh00.2514.3240280240kN。满足截面尺寸要求。 0.7ftbh00.71.43240280672.7kN。受剪承载力满足要求。

故按构造配箍，采用8@150。

19

8.过梁设计

选取跨度最大的窗进行计算，ln2100mm。过梁截面尺寸300mm240mm，支撑长度为0.24m，示意图如下：

采用c25

过梁示意图

混凝土，HRB335级纵筋，HPB235

级箍筋。

fc11.9N/mm2,ft1.27N/mm2,fy300N/mm2,fyv210N/mm2。

过梁自重设计值 1.35250.30.242.43kN/m 楼板传来荷载设计值 (1.343.161.42)2.114.84kN/m 合计 17.27kN/m

1.1ln1.12.12.31m

lc2.10.242.34m。取计算跨度l01.1ln2.31m

11Mql0217.272.31211.52kNm

8811Vql017.272.3119.95kNm

22

20

M11.52106s0.057 22fcbh011.9240(30035)112s0.058

Asfcbh011.92402650.058146.3mm2 fy30022选用210,As157mmminbh0.002300240144mm

V19.95kN0.25fcbh00.2514.3240280240.24kN满足截面限制条件。 V19.95kN0.7ftbh00.714.324028067.27kN受剪承载力满足要求。

因此，按构造配置箍筋，采用双肢箍8@150。

9.楼梯设计

9.1梯段板计算 10.2平台板计算

取板厚80厚，且取1000m宽板作为计算单元 荷载计算：

80厚板自重 0.081252.0kN/m 20厚水泥砂浆面层 0.021200.4kN/m 12厚纸筋灰抹面 0.0121160.192kN/m

21

恒荷载标准值 gk2.592kN/m 活荷载标准值 qk3.5kN/m

荷载设计值p1.22.5921.43.58.01kN/m 平台板按单向板考虑,取1m进行计算 计算跨度l0110024080940mm 弯矩设计值M121pl08.010.9420.88kN/m 88M0.88106S0.021

1fcbh021.011.91000602s112s0.989

2M0.88106As70.6mm2

fysh02100.98960小于As(min)=217.7mm故按最小配筋选受力钢筋 选用6/8@180，As218mm 分布钢筋按构造配置6@200

2210.3平台梁的计算

截面尺寸200mm350mm 10.3.1荷载计算： 1)永久荷载标准值:

梁自重 0.2(0.350.08)251.35kN/m 梁内侧20厚粉刷层 0.02(0.350.08)2170.18kN/m 平台板传来荷载 2.591.1/21.42kN/m 梯板传来荷载 4.671.82/24.25kN/m 小计 7.20kN/m 可变荷载标准值 3.5(1.1/21.82/2)5.11kN/m 故平台梁的荷载设计值p1.27.201.45.1115.80kN/m 10.3.2内力计算

22

平台板按单向板考虑,取1m进行计算

计算跨度l01.05ln1.05(3000240)2898mm

121pl015.82.898216.6kN.m 8811剪力设计值Vpl015.82.89822.9kN

22弯矩设计值M按倒T型截面计算

翼缘宽度bf'b5hf'200580600mm 梁的有效高度h035035315mm 经判别属于第一类T型截面

M16.6106S0.02

1fcbh021.011.96003152s112s0.99

2M16.6106As254mm2

fysh02100.99315选用310，As236mm 斜截面受剪承载力计算

2V22.9KN0.7ftbh00.71.2720031556.0kN

故只需按照构造配置分布钢筋，选配6@200

23