一幢消防中队三层办公楼的建筑设计施工图 75页

第一章设计任务及要求1.1设计原始资料一、工程概况本建筑位于xx市xx区，南临xx路、东临xx公路，是一幢三层框架结构的办公楼，梁、板、柱均采用现浇。二、设计条件1.地质条件本工程为7度设防，地震加速度为0.1g，基础类别为丙类，结构安全系数为1.0。本工程场地土为上海IV类场地土。2.气象基本风压：Wo=0.55KN/㎡基本雪压：So=0.20KN/㎡地面粗糙度属于B类。1.2建筑设计任务及要求一、任务及要求主要完成一幢消防中队三层办公楼的建筑设计施工图，其中包括建筑平面图、立面图、剖面图及部分节点详图。1.3结构设计任务及要求一、任务及要求751.结构布置2.确定梁、柱截面尺寸3.荷载计算4.一榀框架抗震设计计算5.一榀框架风荷载设计计算6.一榀框架恒荷载设计计算7.一榀框架活荷载设计计算8.一榀框架内力组合9.一榀框架框架配筋10.楼板计算11.次梁计算12.楼梯计算13.一榀框架基础计算14.结构设计施工75\n第二章结构布置2.1结构平面布置本次结构计算假设本工程采用横向框架承重的方案，梁、柱布置示意如下：2.2确定计算框架简图本次结构计算选取一榀框架进行计算，选取6轴进行计算，计算简图如下：75\n第三章梁、柱截面尺寸3.1柱截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架柱采用C30的混凝土C30混凝土fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2一、确定柱截面尺寸假设竖向荷载标准值为20KN/㎡,恒荷载、活荷载综合分项系数为1.25，则底层内中柱轴力设计值N估为：N=1.25×20×4.5×（）×4=3375KN≤（0.9~0.95）A≥250000mm2~236842mm2采用方形截面，则bc=hc==500㎜~487㎜因底层层高较高,底层柱截面取500㎜×500㎜。其余柱截面取400㎜×500㎜。3.2梁截面尺寸确定一、确定混凝土强度等级框架梁采用C30的混凝土C30混凝土fc=14.3N/mm2ft=1.43N/mm2二、确定梁截面尺寸横向框架梁：跨度为8.5m取300㎜×750㎜纵向次梁：跨度为4.5m取200㎜×450㎜75\n第四章荷载计算4.1楼面及屋面荷载4.1.1楼面荷载计算①．恒载现浇板(150mm、140mm、130，120厚)0.15(0.14，0.13，0.12)×25=3.75(3.50；3.25，3)kN/m2粉刷(20厚水泥砂浆):17×2×0.02=0.68kN/m2地砖:0.65kN/m2合计：5.08(4.83；4.58，4.33)kN/m2取值：5.1（4.9；4.7）kN/m2②．活载餐厅、走廊：2.5kN/m2厨房、卫生间：4.0kN/m2会议室、宿舍、办公室：2.0kN/m2多功能厅、活动室：4.0kN/m24.1.2屋面荷载计算①．恒载不上人保温屋面：现浇板(130mm厚)：0.13×25=3.25kN/m235厚C20细石混凝土找平层：0.35×25=0.875kN/m225厚挤塑板保温层：0.20kN/m220厚水泥砂浆找平层:20×0.020=0.40kN/m2防水层：0.40kN/m2粉顶:0.40kN/m2合计：5.525kN/m2上人保温屋面（平屋面）：现浇板(150、140mmmm厚)：0.15(0.14)×25=3.75(3.5)kN/m225厚挤塑板保温层：0.20kN/m220厚水泥砂浆找平层:20×0.020=0.40kN/m2防水层：0.40kN/m2粉顶:0.40kN/m2吊顶：0.5kN/m2合计：5.65(5.4)kN/m2取值：6.5kN/m275\n②．活载不上人屋面：0.5kN/m2上人屋面：2.0kN/m24.2梁间恒荷载4.2.1外墙恒荷载计算外填充墙采用250厚混凝土空心砌块，按重度11.8kN/m2计算。250厚墙体：混凝土砌块：0.25×11.8=2.95kN/m2墙面抹灰(单面20mm厚)：0.34×2=0.68kN/m2合计：3.63kN/m2取值：4.0kN/m2一、底层外墙恒荷载4.0x(5.6-0.6)=20kN/m二、二,三层外墙恒荷载4.0x(3.6-0.6)=12kN/m4.2.2内墙恒荷载计算内填充墙采用200厚加气混凝土砌块，按重度7.5kN/m2计算。200厚墙体：混凝土砌块：0.20×10=2.0kN/m2墙面抹灰(单面20mm厚)：0.34×2=0.68kN/m2合计：2.68kN/m2取值：3.0kN/m2一、底层内墙恒荷载3.0x(5.6-0.6)=15kN/m二、二，三层内墙恒荷载3.0x(3.6-0.6)=9kN/m75\n第五章抗震设计计算5.1Gi计算5.1.1公式Gi=5.1.2各层荷载1.各层墙重（1）女儿墙：3.8×119.8=455.24KN（2）三层墙：外墙：（119.8-0.4×22-0.5×9）x12=1278KN内墙：(13x5+3.85x3+5.1+5.0+0.8x2+2.2+4.5x7+5+1.2+1.35x3+1.0x4)x9=136.2x9=1225.8KN女儿墙：3.8×30.1=114.4K三层墙总重：1278＋1225.8＋114.4=2618.2KN（3）二层墙：外墙：（137.8-0.4×22-0.5×11）x12=1482KN内墙：(13x8+9+3.6+2.9+1.2+1.5+3.8+5+4.5x7+5+36.5-0.4x8-4.5+1.35x3+1.2x2+2.6x21.8)x9=209.75x9=1887.752KN女儿墙：3.8×（14.8＋24.5）=149.34KN二层墙总重：1482＋1887.8＋56.2=3519.1KN（4）一层墙：外墙：（146.8-0.5×36）x20=2576KN内墙：124.55x15=1868.25KN一层墙总重：2576＋1868.25=4444.3KN2.各层梁板重（1）屋面梁板：屋面板：6.5x658.2=4278.3KN屋面梁：｛0.3x0.61x9x8+0.3x0.61x6.8+0.3x0.75x8+0.38x0.2x5.1+0.2x0.43x5.1+0.3x0.47x10x6+0.3x0.75x6+0.3x0.47x1.9x2+4.6x0.25x0.38+0.25x0.33x4.60.25x0.44x(4.5x7+0.5-0.4x8)x2+0.25x0.75x4x3+0.25x0.44x4.5+0.25x0.44x37.5+0.2x0.32x39.1｝x27=43.917x27=1185.8KN屋面梁板总重：4278.3＋1185.8=5464.1KN（2）三层梁板：三层板：658.2×4.9＋38×6.5=3472.18KN75\n三层梁：1185.8+｛0.2x0.35x5+0.2x0.33x9+0.2x0.23x1.8x5+0.2x0.31x4.50.25x0.43x7.5x3+0.3x0.53x7.1x2+0.3x063x13.7｝x25=1185.8+52.825x27=2612.1KN三层梁板总重：3472.18＋2612.1=6084.3KN（3）二层梁板：二层板:755.3×4.9＋(69.75＋54.8)×6.5=4510KN二层梁:2612.1+｛0.35x0.45×7.5+0.3x0.45x7.5+0.2x0.33x7.2+0.3x0.48x7.2｝x27=2612.1+3.706x27=2712.2KN二层梁板总重：4510＋2712.2=7222.2KN3.各层柱重（1）三层柱：（0.5×0.5+0.4×0.5×35）×3.6×27=704.7KN（2）二层柱：（0.5×0.5+0.4×0.5×38）×3.6×27=763.02KN（3）一层柱：（0.5×0.5×31+0.4×0.5×10）×5×27=1316.25KN4.各层活荷载（1）屋面：658.2×0.5=329.1KN（2）三层：372.8×3＋285.4×2.5+91.6×2.0=2015.1KN（3）二层：755.3×2.5＋(69.75＋54.8)×2=2137.35KN5.1.2各层重力荷载代表值G3=5464.1+329.1+（455.24+2618.2+704.7）/2=7682.3KNG2=6084.3+2015.1+（2618.2+704.7+3519.1+763.02）/2=11901.9KNG1=7222.2+2137.35+（3519.1＋763.02+4444.3+1795.2）/2=14380.9KN5.2框架刚度计算75\nEc(KN/m2)30000000梁宽m梁高m跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁Ib=1.5I0（m4）ib=EcIb/L（KN·m）0.300.606.500.010.0137384.620.300.758.500.010.0255836.40柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12m4ic=EcIb/H（KN·m）0.500.505.600.0127901.790.400.505.600.0022321.430.400.503.600.0034722.22层KαDi柱数量底层中柱3.340.727678.218.00K=∑ib/ic底层边柱1.340.555881.588.00α=(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.000.636674.128.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　20233.91　　　　　　2层中柱2.680.5718424.788.00K=∑ib/ic2层边柱1.080.3511250.908.00α=k/(2+k)2层边柱1.610.4514329.028.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　44004.70　　　　　　3层中柱42.680.5718424.788.00K=∑ib/ic3层边柱1.080.3511250.908.00α=k/(2+k)3层边柱1.610.4514329.028.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　44004.70　75\nEc(KN/m2)30000000梁宽m梁高m跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁Ib=1.5I0（m4）ib=EcIb/L（KN·m）0.300.602.400.010.01101250.000.300.606.500.010.0137384.620.300.757.300.010.0265014.980.300.751.200.010.02395507.81　柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12m4ic=EcIb/H（KN·m）0.500.505.600.0127901.790.400.505.600.0022321.430.400.503.600.0034722.22层KαDi柱数量底层中柱14.970.788378.551.00K=∑ib/ic底层中柱23.670.747852.181.00底层中柱320.630.937975.251.00底层边柱4.540.776581.141.00α=(0.5+k)/(2+k)底层边柱17.720.927891.621.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　38678.74　　　　　　2层中柱13.990.6721420.371.00K=∑ib/ic2层中柱22.950.6019157.881.002层中柱313.260.8727937.391.0075\n2层边柱2.920.5919070.381.00α=k/(2+k)2层边柱1.080.3511250.901.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　98836.93　　　　　　3层中柱13.990.6721420.371.00K=∑ib/ic3层中柱22.950.6019157.881.003层中柱313.260.8727937.391.003层边柱2.920.5919070.381.00α=k/(2+k)3层边柱11.390.8527348.311.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　114934.34　Ec(KN/m2)30000000梁宽m梁高m跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁Ib=1.5I0（m4）ib=EcIb/L（KN·m）0.300.602.400.010.01101250.000.300.606.500.010.0137384.620.300.757.300.010.0265014.980.300.751.200.010.02395507.81　柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12m4ic=EcIb/H（KN·m）75\n0.500.505.600.0127901.790.400.505.600.0022321.430.400.503.600.0034722.22层KαDi柱数量底层中柱14.970.788378.551.00K=∑ib/ic底层中柱23.670.747852.181.00底层中柱3400x50020.630.937975.251.00底层边柱400x5004.540.776581.141.00α=(0.5+k)/(2+k)底层边柱400×50017.720.927891.621.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　38678.74　　　　　　2层中柱1-400x5003.990.6721420.371.00K=∑ib/ic2层中柱2-400x5002.950.6019157.881.002层中柱3-400x50013.260.8727937.391.002层边柱400x5002.920.5919070.381.00α=k/(2+k)2层边柱400x5001.080.3511250.901.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　98836.93　　　　　　3层中柱1-400x5003.990.6721420.371.00K=∑ib/ic3层中柱2-400x5002.950.6019157.881.00α=k/(2+k)3层中柱3-400x5007.570.7925429.671.003层边柱400x5002.920.5919070.381.00ΣD　　85078.31　75\nEc(KN/m2)30000000梁宽m梁高m跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁Ib=1.5I0（m4）ib=EcIb/L（KN·m）0.300.756.500.010.0273016.830.300.758.500.010.0255836.40柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12m4ic=EcIb/H（KN·m）0.500.505.600.0127901.790.400.505.600.0022321.430.400.503.600.0034722.22层KαDi柱数量底层中柱4.620.778256.821.00K=∑ib/ic底层边柱2.620.687207.931.00α=(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.000.636674.121.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　22138.86　　　　　　75\nEc(KN/m2)30000000.00梁宽m梁高m跨度L（m）I0=bh3/12m4边框架梁Ib=1.5I0（m4）ib=EcIb/L（KN·m）0.300.602.400.010.01101250.000.30.606.500.010.0137384.620.300.758.500.010.0255836.40柱宽m柱高mm跨高HI0=bh3/12m4ic=EcIb/H（KN·m）0.500.505.600.0127901.790.400.505.600.0022321.430.400.503.600.0034722.22层KαDi柱数量底层中柱16.210.826980.981.00K=∑ib/ic底层中柱24.180.766466.981.00底层边柱4.540.776581.141.00α=(0.5+k)/(2+k)底层边柱2.500.675695.171.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　25724.26　　　　　　2层边柱1.610.4514329.021.00α=k/(2+k)2层边柱1.610.4514329.021.00Di=α*ic*12/h2ΣD　　28658.04　横向框架顶点位移层次Gi∑GiDi层间相对位移δΔi　3.007682.307682.30552050.220.01390.1661δ=∑Gi/Di2.0011901.9019584.20578369.480.03390.1522　1.0014380.9033965.10287091.910.11830.1183　75\n5.3自振周期假设顶点侧移结构自振周期折减系数α=0.9T1=1.7α=1.7×0.9×=0.623s5.4多遇水平地震作用计算设防烈度7度，IV类场地下，设计地震分组为第一组α1=(Tg/T1)0.9αmax=（0.65/0.623）0.9×0.08=0.075结构总水平地震作用效应标准值为：FEK=α1GEG=0.075×0.85×33965.1=2165KN5.5框架各层地震力及弹性位移层次hiHiGiGiHiGI/∑GiHiFIVi3.003.6012.807682.3098333.440.34738.27738.272.003.609.2011901.90109497.480.38822.091560.371.005.605.6014380.9080533.040.28604.632165∑　　　288363.96　　　层次层间剪力Vi（KN）层间刚度Di（KN/m）Δu层间位移=Vi/Di（m）ui(m)层高H（m）层间相对弹性转角θe　3.00738.27552050.220.00130.01163.600.00042692θe=Δu/H2.001560.37578369.480.00270.01023.600.000713341.002165.00287091.910.00750.00755.600.0013743<1/550满足规范要求75\n5.6水平地震作用下框架内力分析梁的弯矩：以使杆件下侧受拉者为正。柱的弯矩：以使杆件顺时针转动者为正。梁端剪力：以向上者为正。柱的轴力：以压力为正，拉力为负。地震力层Di层间刚度Di（KN/m）Di/∑Di层间剪力Vi（KN）剪力Vij（KN)底层中柱B7678.21287091.910.02672165.0057.90底层边柱A5881.58　0.0205　44.35底层边柱C6674.12　0.0232　50.33　　　　　　2层中柱B18424.78578369.480.03191560.3749.712层边柱A11250.90　0.0195　30.352层边柱C14329.02　0.0248　38.66　3层中柱B18424.78552050.220.0334738.2724.643层边柱A11250.90　0.0204　15.053层边柱C14329.02　0.0260　19.1675\n柱弯矩计算　y0y1y2y3y层高Hy*HV(KN)M下(KN.M)M上(KN.M)底层中柱B0.5200.0000.525.602.8957.90167.31156.93底层边柱A0.5800.0000.58　3.2644.35144.79103.57底层边柱C0.5500.0000.55　3.0850.33155.02126.83　　　　　　　　　　　2层中柱B0.480.000.000.000.483.601.7349.7185.9093.062层边柱A0.450.000.000.000.45　1.6230.3549.1760.092层边柱C0.450.000.000.000.45　1.6238.6662.6376.55　　　　　　　　　　　3层中柱B0.430.0000.000.433.601.5524.6438.1450.563层边柱A0.350.0000.000.35　1.2615.0518.9635.223层边柱C0.380.0000.000.38　1.3719.1626.2842.70梁弯矩、剪力、轴力计算顶部节点：M梁=-M柱一般边节点：M梁=-（M上柱+M下柱）中节点：M梁左=-（M上柱+M下柱）i左梁/（i左梁+i左梁）M梁右=-（M上柱+M下柱）i右梁/（i左梁+i左梁）V左=-V右=-（M左梁+M右梁）/lN下柱=N上柱–V左梁+V右梁i左梁/（i左梁+i左梁）=0.4i右梁/（i左梁+i左梁）=0.6M3AB=35.22KN·MM3BA=50.56x0.4=20.22KN·M75\nM3BC=50.56x0.6=30.34KN·MM3CB=42.7KN·MM2AB=18.96+60.09=79.05KN·MM2BA=(38.14+93.06)×0.4=52.48KN·MM2BC=(38.14+93.06)×0.6=78.72KN·MM2CB=26.28+76.55=102.83KN·MM1AB=49+103.57=152.57KN·MM1BA=(85.9+156.93)×0.4=97.13KN·MM1BC=(85.9+156.93)×0.6=145.7KN·MM1CB=62.63+126.83=189.46KN·MV3AB=-V3BA=(35.22+20.22)/6.5=8.5KNV3BC=-V3CB=(30.34+42.7)/8.5=8.6KNV2AB=-V2BA=(79.05+52.48)/6.5=20.24KNV2BC=-V2CB=(78.72+102.83)/8.5=21.34KNV1AB=-V1BA=(152.57+97.13)/6.5=38.42KNV1BC=-V1CB=(145.7+189.46)/8.5=39.42KNN3A=-8.5KNN3B=8.5-8.6=-0.1KNN3A=-8.6KNN2A=-（8.5+20.24）=-28.74KNN2B=8.5+20.24-8.6-21.34=-1.2KNN2c=-(8.6+21.34)=-29.94KN75\nN1A=-（8.5+20.24+38.42）=-67.16KNN1B=8.5+20.24+38.42-8.6-21.34-39.42=-2.20KNN1C=-（8.6+21.34+39.42）=-69.36KN75\n75第六章风荷载设计计算6.1风荷载计算当计算主要承重结构时，风压标准计算公式为：当计算围护结构时，风压标准计算公式为：W=Bgzuzu’swo--高度z处的风振系数--风压高度变化系数（查表）--风荷载体型系数（查表）Bgz--高度Z处的阵风系数u’s—局部风压体形系数（查表）因结构高度H<30m可取。将风荷载换算成作用于框架层节点的集中荷载，计算过程见下表：层次Z(m)31.01.312.81.080.5512.839.9175\n21.01.39.21.000.5517.112.211.01.35.61.000.5535.1525.136.2框架刚度框架刚度同前地震力计算时，详p15页6.3水平风荷载作用下框架内力计算75\n第七章楼板计算7.1计算简图7.2二，三层楼板计算1.板①计算L0y=8500mm，L0x=5000mm，板厚为。75\n因为：L0y/L0x=1.7，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由L0x/L0y=0.59，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0386，m2max=0.0105mx0=-0.0814，my0=-0.0571跨中弯距：M1max=(0.0386+0.0105×1/6)×8.92×5.02=9.0KN.mM2max=(0.0105+0.0386×1/6)×8.92×52=3.8KN.m支座弯距：Mx0=-0.0814×8.92×5.02=-18.2KN.mMy0=-0.0571×8.92×5.02=-12.7KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=150-35-5=110mm，沿L0x方向h0x=150-35=115mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M93.818.212.7fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh0115110115110h0=150-35=115as0.050.020.100.07as=M/fc*b*h01-2as0.900.960.810.85rs0.980.990.950.96rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360As=M/(fy*rs*h0)75\nAs222.8397.04463.09333.43ft1.431.431.431.43rmin0.00178750.0017880.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin230220230220Asmin=rmin*b*h0跨中钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@120，实配As=419mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实有As=335mm2L0x方向：选Φ8@100，实有As=503mm22.板②计算L0y=8500mm，L0x=4500mm，板厚为140mm。因为：L0y/L0x=1.89，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由L0x/L0y=0.53，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0406，m2max=0.0092mx0=-0.0833，my0=-0.057跨中弯距：M1max=(0.0406+0.0092×1/6)×8.68×4.52=7.4KN.mM2max=(0.0092+0.0406×1/6)×8.68×4.52=2.8KN.m支座弯距：Mx0=-0.0833×8.68×4.52=-14.64KN.m75\nMy0=-0.057×8.68×4.52=-10.0KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=140-35-5=100mm，沿L0x方向h0x=140-35=105mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M7.42.814.610fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh0105100105100h0=150-35=115as0.050.020.090.07as=M/fc*b*h01-2as0.910.960.810.86rs0.980.990.950.96rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360As=M/(fy*rs*h0)As200.5978.55406.00288.24ft1.431.431.431.43rmin0.00178750.0017880.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin210200210200Asmin=rmin*b*h0跨中钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实配As=335mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实有As=335mm2L0x方向：选Φ8@120，实有As=419mm23.板③计算L0y=4100mm，L0x=4500mm，板厚为130mm。因为：L0y/L0x=0.91，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值75\n（2）弯矩计算由L0y/L0x=0.91，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0269，m2max=0.0165mx0=-0.0657，my0=-0.0563跨中弯距：M1max=(0.0269+0.0165×1/6)×8.44×4.12=4.2KN.mM2max=(0.0165+0.0269×1/6)×8.44×4.12=2.8KN.m支座弯距：Mx0=-0.0657×8.44×4.12=-9.3KN.mMy0=-0.0563×8.44×4.12=-8.0KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=130-35-5=90mm，沿L0x方向h0x=130-35=95mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M4.239.38fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh095909590h0=150-35=115as0.030.030.070.07as=M/fc*b*h01-2as0.930.950.860.86rs0.980.990.960.96rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy210210360360As=M/(fy*rs*h0)As214.07160.84282.50256.09ft1.431.431.431.43rmin0.0030642860.0030640.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin291.1071429275.7857169.8125160.875Asmin=rmin*b*h0跨中钢筋：75\nL0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实配As=335mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实有As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实有As=335mm27.3屋面楼板计算1.板①计算L0y=8500mm，L0x=5000mm，板厚为。因为：L0y/L0x=1.7，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由L0x/L0y=0.59，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0386，m2max=0.0105mx0=-0.0814，my0=-0.0571跨中弯距：M1max=(0.0386+0.0105×1/6)×8.02×5.02=8.1KN.mM2max=(0.0105+0.0386×1/6)×8.02×52=3.4KN.m支座弯距：Mx0=-0.0814×8.02×5.02=-16.3KN.mMy0=-0.0571×8.02×5.02=-11.5KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=150-35-5=110mm75\n，沿L0x方向h0x=150-35=115mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M8.13.416.311.5fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh0115110115110h0=150-35=115as0.040.020.090.07as=M/fc*b*h01-2as0.910.960.830.87rs0.980.990.950.97rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360As=M/(fy*rs*h0)As200.0386.72412.33300.75ft1.431.431.431.43rmin0.0017880.0017880.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin230220230220Asmin=rmin*b*h0跨中钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实配As=335mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@100，实有As=503mm2L0x方向：选Φ8@100，实有As=503mm22.板②计算L0y=8500mm，L0x=4500mm，板厚为140mm。因为：L0y/L0x=1.89，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由L0x/L0y=0.53，查表得75\n三边固定，一边简支：m1max=0.0406，m2max=0.0092mx0=-0.0833，my0=-0.057跨中弯距：M1max=(0.0406+0.0092×1/6)×7.66×4.52=6.5KN.mM2max=(0.0092+0.0406×1/6)×7.66×4.52=2.5KN.m支座弯距：Mx0=-0.0833×7.66×4.52=-12.9KN.mMy0=-0.057×7.66×4.52=-8.8KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=140-35-5=100mm，沿L0x方向h0x=140-35=105mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M6.52.512.98.8fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh0105100105100h0=150-35=115as0.040.020.080.06as=M/fc*b*h01-2as0.920.970.840.88rs0.980.990.960.97rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360360360360As=M/(fy*rs*h0)As175.6670.06356.51252.47ft1.431.431.431.43rmin0.0017880.0017880.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin210200210200Asmin=rmin*b*h075\n跨中钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实配As=335mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@100，实有As=503mm2L0x方向：选Φ8@100，实有As=503mm23.板③计算L0y=4100mm，L0x=4500mm，板厚为130mm。因为：L0y/L0x=0.91，所以，此板为双向板。由以上计算可知：其活荷载，恒荷载。采用C30混凝土。活荷载分项系数为1.4，恒荷载分项系数为1.2（1）荷载设计值（2）弯矩计算由L0y/L0x=0.91，查表得三边固定，一边简支：m1max=0.0269，m2max=0.0165mx0=-0.0657，my0=-0.0563跨中弯距：M1max=(0.0269+0.0165×1/6)×7.42×4.12=3.7KN.mM2max=(0.0165+0.0269×1/6)×7.42×4.12=2.6KN.m支座弯距：Mx0=-0.0657×7.42×4.12=-8.2KN.mMy0=-0.0563×7.42×4.12=-7.0KN.m（3）配筋计算钢筋选用Φ8或Φ10，则L0y方向跨中截面h0y=130-35-5=90mm75\n，沿L0x方向h0x=130-35=95mm,支座处。　MxmaxMymaxMx0My0M3.72.68.27fc14.314.314.314.3fc=14.3N/mm2b1000100010001000b=1000mmh095909590h0=150-35=115as0.030.020.060.06as=M/fc*b*h01-2as0.940.960.870.88rs0.990.990.970.97rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy210210360360As=M/(fy*rs*h0)As188.20139.15247.91223.00ft1.431.431.431.43rmin0.0030640.0030640.0017880.001788ft=1.43N/mm2　0.0020.0020.0020.002Asmin291.1071275.7857169.8125160.875Asmin=rmin*b*h0跨中钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实配As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实配As=335mm2支座钢筋：L0y方向：选Φ8@150，实有As=335mm2L0x方向：选Φ8@150，实有As=335mm2第八章次梁计算8.1计算简图75\n8.2二,三层次梁计算1.L1计算：（1）荷载计算楼面荷载：8.44KN/M2次梁自重：0.2×0.45×25x1.2=2.7KN/M楼面荷载设计值：(0.34x4.1+0.438x2.4)x8.44=20.6KN/M墙体荷载:1.2x9=10.8KN/M次梁荷载设计值：p=2.7+20.6+10.8=34.1KN/M（2）内力计算V=0.606Pl0=0.60634.14.5=93KNM1=0.078Pl02=0.07834.14.52=53.9KN.mM0=-0.105Pl02=-0.10534.14.52=72.5KN.m75\n（3）配筋计算查表得C30时梁的混凝土保护层最小厚度为故设，则h0=450-35=415mm由混凝土和钢筋等级，可查表得：fy=360N/㎜2fC=14.3N/㎜2ft=1.43N/㎜2支座钢筋：αs=M/α1fch02b=（72.5×106）/(1×14.3×200×4152)=0.147As=M/fyrsh0=（72.5×106）/（360×0.92×415）=526mm2选配2Φ22，As=760mm2跨中钢筋：αs=M/α1fch02b=（53.9×106）/(1×14.3×200×4152)=0.109As=M/fyrsh0=（53.9×106）/（360×0.94×415）=384mm2选配2Φ16，As=402mm2配置Φ箍筋，则斜截面受剪承载力：=0.7×1.43×200×415+1.25×210×415×100.6/200=137.9KN>V=93KN8.3屋面次梁计算1.L4计算：（1）荷载计算楼面荷载：7.42KN/M2次梁自重：0.2×0.45×25x1.2=2.7KN/M楼面荷载设计值：(0.34x4.1+0.438x2.4)x7.42=18.14KN/M次梁荷载设计值：p=2.7+18.14=20.8KN/M（2）内力计算V=0.606Pl0=0.60620.84.5=56.7KNM1=0.078Pl02=0.07820.84.52=32.9KN.mM0=-0.105Pl02=-0.10520.84.52=44.2KN.m（3）配筋计算75\n查表得C30时梁的混凝土保护层最小厚度为故设，则h0=450-35=415mm由混凝土和钢筋等级，可查表得：fy=360N/㎜2fC=14.3N/㎜2ft=1.43N/㎜2支座钢筋：αs=M/α1fch02b=（44.2×106）/(1×14.3×200×4152)=0.09As=M/fyrsh0=（44.2×106）/（360×0.95×415）=311mm2选配2Φ18，As=509mm2跨中钢筋：αs=M/α1fch02b=（32.9×106）/(1×14.3×200×4152)=0.07As=M/fyrsh0=（32.9×106）/（360×0.96×415）=229mm2选配2Φ16，As=402mm2配置Φ箍筋，则斜截面受剪承载力：=0.7×1.43×200×415+1.25×210×415×100.6/200=137.9KN>V=56.7KN第九章恒、活荷载设计计算75\n9.1屋面框架荷载计算（1）AB梁a.框架梁自重：0.3×0.65×25+2×（0.65-0.12）×0.02×20+0.3X0.02X20=5.42KN/mb.楼面恒载：5.8×5/8×4.1X2=29.7KN/M5.8×5/8×2.4X2=17.4KN/Mc.L4传来的恒载：56.7/1.25=45.4KNd.楼面活载：0.5×5/8×4.1X2=2.6KN/M0.5×5/8×2.4X2=1.5KN/Me.L4传来的活载：56.7-45.4=11.3KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.3×0.75×25+2×（0.75-0.12）×0.02×20+0.3X0.02X20=6.25KN/mb.楼面恒载：5.8×0.426x5x2=24.7KN/Mc.楼面活载：0.5×0.426x5x2=2.13KN/M9.2二,三层框架荷载计算（1）AB梁a.框架梁自重：0.3×0.65×25+2×（0.65-0.12）×0.02×20+0.3X0.02X20=5.42KN/mb.楼面恒载：4.9×5/8×4.1X2=25.11KN/M4.9×5/8×2.4X2=14.7KN/Mc.填充墙恒载：9KN/Md.L4传来的恒载：93/1.25=74.4KNe.楼面活载：2.5×5/8×4.1X2=12.8KN/M2.5×5/8×2.4X2=7.5KN/Mf.L4传来的活载：93-74.4=18.6KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.3×0.75×25+2×（0.75-0.12）×0.02×20+0.3X0.02X20=6.25KN/mb.楼面恒载：5.1×0.426x5x2=21.7KN/Mc.楼面活载：2.0×0.426x5x2=2.13KN/M9.3计算简图及框架内力计算75\n75\n75\n第十章内力组合10.1计算简图75\n10.2截面内力组合屋面横梁弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L31恒①-85.5110500-58.00活②-19.123-13.35风③-5.61.6-5.20地震④-35.228.5-33.101.2X①+1.4X②-88.29164.2　1.2x①+1.4X③-76.88134.24　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-87.779156.108　1.35x①+0.7x1.4x②-91.383171.04　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-120.634156.85　L32恒①86.112　活②19.914.35风③0.61.6地震④2.618.51.2X①+1.4X②131.19420.49　1.2x①+1.4X③104.1616.64　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)123.419820.231　1.35x①+0.7x1.4x②135.746820.463　1.2×（①+0.5②）+1.3×④118.65928.06　L33恒①-186.5134.2500-152.95活②-43.431.7-35.48风③-6.11.6-5.70地震④-20.228.5-18.101.2X①+1.4X②-233.205205.42　1.2x①+1.4X③-191.52163.28　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-223.892193.674　1.35x①+0.7x1.4x②-241.248212.236　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-228.349191.11　L34恒①-209.4143.8500-173.45活②-50.635.5-41.73风③-4.41.5-4.03地震④-30.348.6-28.191.2X①+1.4X②-266.555222.26　1.2x①+1.4X③-213.775174.66　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-252.975208.82　75\n1.35x①+0.7x1.4x②-275.048228.92　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-269.822205.04　L35恒①122.412.1　活②33.772.8风③1.51.5地震④6.28.51.2X①+1.4X②194.15818.44　1.2x①+1.4X③148.9816.62　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)181.444618.734　1.35x①+0.7x1.4x②198.334619.079　1.2×（①+0.5②）+1.3×④175.20227.25　L36恒①-107.9119.6500-78.00活②-27.330-19.80风③-7.31.5-6.93地震④-42.78.6-40.551.2X①+1.4X②-121.32185.52　1.2x①+1.4X③-103.295145.62　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-119.791174.39　1.35x①+0.7x1.4x②-124.704190.86　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-158.195172.7　三层横梁弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L21恒①-142.5140.4500-107.40活②-50.756-36.70风③-144.4-12.90地震④-79.0520.24-73.991.2X①+1.4X②-180.26246.88　1.2x①+1.4X③-146.94174.64　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-177.488227.672　1.35x①+0.7x1.4x②-180.956244.42　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-247.087228.392　L22恒①105.912.7　活②443.1风③2.054.4地震④13.320.241.2X①+1.4X②188.6819.58　1.2x①+1.4X③129.9521.4　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)172.20922.59　75\n1.35x①+0.7x1.4x②186.08520.183　1.2×（①+0.5②）+1.3×④170.7743.412　L23恒①-213.1165.8500-171.65活②-83.162.2-67.55风③-18.14.4-17.00地震④-52.4820.24-47.421.2X①+1.4X②-300.55286.04　1.2x①+1.4X③-229.78205.12　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-288.839264.228　1.35x①+0.7x1.4x②-297.927284.786　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-308.156262.592　L24恒①-241.7165.1500-200.43活②-9363.7-77.08风③-12.74.1-11.68地震④-78.7221.34-73.391.2X①+1.4X②-348.415287.3　1.2x①+1.4X③-256.855203.86　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-327.485264.564　1.35x①+0.7x1.4x②-346.107285.311　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-382.156264.082　L25恒①126.48.1　活②55.223.5风③3.34.1地震④12.121.341.2X①+1.4X②228.98814.62　1.2x①+1.4X③156.315.46　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)209.029617.168　1.35x①+0.7x1.4x②224.755614.365　1.2×（①+0.5②）+1.3×④200.54239.562　L26恒①-172.8148.9500-135.58活②-61.556.3-47.43风③-19.34.1-18.28地震④-102.8321.34-97.501.2X①+1.4X②-229.085257.5　1.2x①+1.4X③-188.275184.42　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-227.076237.872　1.35x①+0.7x1.4x②-229.503256.189　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-317.889240.202　75\n二层横梁弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L11恒①-128.1136.7500-93.93活②-4755-33.25风③-33.29.3-30.88地震④-152.5738.42-142.971.2X①+1.4X②-159.26241.04　1.2x①+1.4X③-155.935177.06　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-175.553227.054　1.35x①+0.7x1.4x②-159.384238.445　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-318.515246.986　L12恒①107.416.45　活②44.444.1风③29.3地震④27.5438.421.2X①+1.4X②191.09625.48　1.2x①+1.4X③131.6832.76　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)174.391232.872　1.35x①+0.7x1.4x②188.541226.2255　1.2×（①+0.5②）+1.3×④191.34672.146　L13恒①-222.9169.6500-180.50活②-84.163.2-68.30风③-37.79.3-35.38地震④-97.1338.42-87.531.2X①+1.4X②-312.22292　1.2x①+1.4X③-266.125216.54　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-318.202274.57　1.35x①+0.7x1.4x②-310.609290.896　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-371.363291.386　L14恒①-247.8168.2500-205.75活②-94.164.4-78.00风③-27.29.3-24.88地震④-145.739.42-135.851.2X①+1.4X②-356.1292　1.2x①+1.4X③-281.725214.86　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-347.718274.066　1.35x①+0.7x1.4x②-354.203290.182　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-470.299291.726　75\nL15恒①133.511.2　活②57.534.8风③8.39.3地震④21.8839.421.2X①+1.4X②240.74220.16　1.2x①+1.4X③171.8226.46　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)224.713427.258　1.35x①+0.7x1.4x②236.604419.824　1.2×（①+0.5②）+1.3×④223.16267.566　L16恒①-152.5145.8500-116.05活②-56.355.5-42.43风③-43.89.3-41.48地震④-189.4639.42-179.611.2X①+1.4X②-198.655252.66　1.2x①+1.4X③-197.325187.98　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)-221.482238.464　1.35x①+0.7x1.4x②-198.244251.22　1.2×（①+0.5②）+1.3×④-398.202259.506　柱弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)N(KN)　A11恒①25.00387.00　活②8.80205.00风③46.5015.26地震④144.7967.201.2X①+1.4X②42.32751.401.2x①+1.4X③95.10485.761.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)84.19680.251.35x①+0.7x1.4x②42.37723.351.2×（①+0.5②）+1.3×④223.51674.76A12恒①49.00387.10　活②17.70205.00风③31.8015.26地震④103.5767.201.2X①+1.4X②83.58751.521.2x①+1.4X③103.32485.881.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)107.31680.371.35x①+0.7x1.4x②83.50723.491.2×（①+0.5②）+1.3×④204.06674.8875\n柱弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)N(KN)　　A21恒①79.10250.30　活②29.20115.00　风③1.406.00　地震④49.0028.74　1.2X①+1.4X②135.80461.36　1.2x①+1.4X③96.88308.76　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)124.91418.94　1.35x①+0.7x1.4x②135.40450.61　1.2×（①+0.5②）+1.3×④176.14406.72　A22恒①70.30250.30　活②27.50115.00　风③12.406.00　地震④60.0928.74　1.2X①+1.4X②122.86461.36　1.2x①+1.4X③101.72308.76　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)123.46418.94　1.35x①+0.7x1.4x②121.86450.61　1.2×（①+0.5②）+1.3×④178.98406.72　　A31恒①72.10109.00　活②23.2041.00　风③1.501.60　地震④18.968.50　1.2X①+1.4X②119.00188.20　1.2x①+1.4X③88.62133.04　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)110.73172.55　1.35x①+0.7x1.4x②120.07187.33　1.2×（①+0.5②）+1.3×④125.09166.45　A32恒①107.00109.00　活②19.1041.00　风③7.301.60　地震④42.708.50　1.2X①+1.4X②155.14188.20　1.2x①+1.4X③138.62133.04　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)154.27172.55　1.35x①+0.7x1.4x②163.17187.33　1.2×（①+0.5②）+1.3×④195.37166.45　75\n柱弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)N(KN)　　B11恒①4.70946.80　活②1.60392.10　风③53.600.40　地震④167.312.20　1.2X①+1.4X②7.881685.10　1.2x①+1.4X③80.681136.72　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)59.741520.81　1.35x①+0.7x1.4x②7.911662.44　1.2×（①+0.5②）+1.3×④224.101374.28　B12恒①9.50946.80　活②3.80392.10　风③45.600.40　地震④156.932.20　1.2X①+1.4X②16.721685.10　1.2x①+1.4X③75.241136.72　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)59.811520.81　1.35x①+0.7x1.4x②16.551662.44　1.2×（①+0.5②）+1.3×④217.691374.28　　B21恒①15.20609.00　活②6.00229.30　风③19.400.40　地震④85.901.20　1.2X①+1.4X②26.641051.82　1.2x①+1.4X③45.40731.36　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)43.13955.91　1.35x①+0.7x1.4x②26.401046.86　1.2×（①+0.5②）+1.3×④133.51869.94　B22恒①12.70609.00　活②5.30229.30　风③23.900.40　地震④93.061.20　1.2X①+1.4X②22.661051.82　1.2x①+1.4X③48.70731.36　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)43.86955.91　1.35x①+0.7x1.4x②22.341046.86　1.2×（①+0.5②）+1.3×④139.40869.94　75\nB31恒①15.80278.00　活②6.3085.30　风③6.900.10　地震④38.140.10　1.2X①+1.4X②27.78453.02　1.2x①+1.4X③28.62333.74　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)31.90417.29　1.35x①+0.7x1.4x②27.50458.89　1.2×（①+0.5②）+1.3×④72.32384.91　B32恒①22.90278.00　活②7.2085.30　风③10.600.10　地震④50.560.10　1.2X①+1.4X②37.56453.02　1.2x①+1.4X③42.32333.74　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)44.92417.29　1.35x①+0.7x1.4x②37.97458.89　1.2×（①+0.5②）+1.3×④97.53384.91　柱弯矩控制值计算截面荷载M(KN*m)N(KN)　　C11恒①29.80414.40　活②11.00213.00　风③49.7014.90　地震④155.0269.36　1.2X①+1.4X②51.16795.48　1.2x①+1.4X③105.34518.14　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)95.25720.62　1.35x①+0.7x1.4x②51.01768.18　1.2×（①+0.5②）+1.3×④243.89715.25　C12恒①58.40414.40　活②21.10213.00　风③37.1014.90　地震④126.8369.36　1.2X①+1.4X②99.62795.48　1.2x①+1.4X③122.02518.14　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)127.12720.62　1.35x①+0.7x1.4x②99.52768.18　1.2×（①+0.5②）+1.3×④247.62715.25　75\n截面荷载M(KN*m)N(KN)　　C21恒①94.10268.60　活②35.20122.40　风③6.605.60　地震④62.6329.94　1.2X①+1.4X②162.20493.68　1.2x①+1.4X③122.16330.16　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)153.88447.76　1.35x①+0.7x1.4x②161.53482.56　1.2×（①+0.5②）+1.3×④215.46434.68　C22恒①83.40268.60　活②32.90122.40　风③15.705.60　地震④76.5529.94　1.2X①+1.4X②146.14493.68　1.2x①+1.4X③122.06330.16　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)147.71447.76　1.35x①+0.7x1.4x②144.83482.56　1.2×（①+0.5②）+1.3×④219.34434.68　　C31恒①89.40119.60　活②28.6048.00　风③3.501.50　地震④26.288.60　1.2X①+1.4X②147.32210.72　1.2x①+1.4X③112.18145.62　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)138.74192.03　1.35x①+0.7x1.4x②148.72208.50　1.2×（①+0.5②）+1.3×④158.60183.50　C32恒①107.00119.60　活②27.3048.00　风③7.301.50　地震④42.708.60　1.2X①+1.4X②166.62210.72　1.2x①+1.4X③138.62145.62　1.2x①+0.7x(1.4X②+1.4x③)162.31192.03　1.35x①+0.7x1.4x②171.20208.50　1.2×（①+0.5②）+1.3×④200.29183.50　75\n第十一章框架配筋11.1屋面框架配筋计算⑴屋面框架梁弯距计算　L31L32L33L34L35L36M120.60135.80241.30275.10198.30158.20fc14.3014.3014.3014.3014.3014.30fc=14.3N/mm2b300300300300300300b=1000mmh600600600750750750h0565565565715715715h0=150-35=115as0.090.100.180.130.090.07as=M/fc*b*h021-2as0.820.800.650.750.820.86rs0.950.950.900.930.950.96rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00360.00360.00360.00360.00360.00As=M/(fy*rs*h0)As621.62704.511314.691145.81808.78638.53ft1.431.431.431.431.431.43rmin(%)0.180.180.180.180.180.18ft=1.43N/mm2rmin(%)0.200.200.200.200.200.20Asmin302.98302.98302.98383.42383.42383.42Asmin=rmin*b*h0实配3Φ223Φ224Φ224Φ223Φ223Φ22AS（mm2）114011401520152011401140⑵屋面框架梁剪力计算跨中配置Φ8@200箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/200=244KN﹥28.1KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/200=309KN﹥27.3KN支座配置Φ8@100箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/100=319KN﹥212KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/100=403.5KN﹥229KN75\n（3）A柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=188.20kN,设计弯矩M=195.40kN·m查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=400×500=200000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=1.00轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=195400/188.20=1038.26mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm初始偏心距ei=e0+ea=1038.26+20=1058.26mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.02轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.02×1058.26+0.5×500-35=1290.48mm假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=188200/(1.0×14.3×400×465)=0.07175\nξ<ξb,截面为大偏心受压。截面受压区高度x=ξh0=32.83mmx<2as,根据混凝土规范7.3.4-2可得单侧钢筋面积As=N(ηei-0.5h+as)/fy/(h0-as)=188200×(1.02×1058.26-0.5×500+35)/360/(465-35)=1046.13mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1200mm2As>A'smin/2，取单侧钢筋面积As=1046.13mm2（4）B柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,非地震组合,截面设计压力N=458.90kN,设计弯矩M=97.50kN·m查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=400×500=200000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=1.00轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=97500/458.90=212.46mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm75\n初始偏心距ei=e0+ea=212.46+20=232.46mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.07轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.07×232.46+0.5×500-35=464.68mm假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=458900/(1.0×14.3×400×465)=0.172ξ<ξb,截面为大偏心受压。截面受压区高度x=ξh0=80.05mm单侧钢筋面积As=(Ne-α1fcbx(hs-0.5x))/fy/(h0-as)=(458900×464.68-1.0×14.3×400×80.05×(465-0.5×80.05))/360/(465-35)=117.71mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1200mm2AsA'smin/2，取单侧钢筋面积As=1051.95m75\n11.2三层框架配筋计算⑴三层框架梁弯距计算　L21L22L23L24L25L26M247.10188.70308.20382.20229.00317.90fc14.3014.3014.3014.3014.3014.30fc=14.3N/mm2b300300300300300300b=1000mmh600600600750750750h0565565565715715715h0=150-35=115as0.180.140.230.170.100.14as=M/fc*b*h021-2as0.640.720.550.650.790.71rs0.900.930.870.900.940.92rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00360.00360.00360.00360.00360.00As=M/(fy*rs*h0)As1350.241002.341740.101643.32941.711340.49ft1.431.431.431.431.431.43rmin(%)0.180.180.180.180.180.18ft=1.43N/mm2rmin(%)0.200.200.200.200.200.20Asmin302.98302.98302.98383.42383.42383.42Asmin=rmin*b*h0实配3Φ252Φ25+1Φ204Φ254Φ252Φ25+1Φ203Φ25AS1472.712961964196412961472.7⑵三层框架梁剪力计算跨中配置Φ8@200箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/200=244KN﹥43.4KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/200=309KN﹥39.6KN支座配置Φ8@100箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/100=319KN﹥286KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/100=403.5KN﹥287.3KN（3）A柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离75\nas=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=461.40kN,设计弯矩M=179kN·m查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=400×500=200000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=1.00轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=179000/461.40=387.95mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm初始偏心距ei=e0+ea=387.95+20=407.95mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.04轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.04×407.95+0.5×500-35=640.17mm假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=461400/(1.0×14.3×400×465)=0.173ξ<ξb,截面为大偏心受压。截面受压区高度75\nx=ξh0=80.49mm单侧钢筋面积As=(Ne-α1fcbx(hs-0.5x))/fy/(h0-as)=(461400×640.17-1.0×14.3×400×80.49×(465-0.5×80.49))/360/(465-35)=642.06mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1200mm2As>A'smin/2，取单侧钢筋面积As=642.06mm2（4）b柱柱截面宽度b=400mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=3600mm,弯矩平面外计算长度l0y=3600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=1051.80kN,设计弯矩M=139.40kN·m。查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=400×500=200000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=1.00轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=139400/1051.80=132.53mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm初始偏心距ei=e0+ea=132.53+2075\n=152.53mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.11轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.11×152.53+0.5×500-35=384.75mm假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=1051800/(1.0×14.3×400×465)=0.395ξ<ξb,截面为大偏心受压。截面受压区高度x=ξh0=183.48mm单侧钢筋面积As=(Ne-α1fcbx(hs-0.5x))/fy/(h0-as)=(1051800×384.75-1.0×14.3×400×183.48×(465-0.5×183.48))/360/(465-35)=78.08mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1200mm2AsA'smin/2，取单侧钢筋面积75\nAs=876.03mm211.3二层框架配筋计算⑴二层框架梁弯距计算　L11L12L13L14L15L16M318.50191.40371.40470.30240.70398.20fc14.3014.3014.3014.3014.3014.30fc=14.3N/mm2b300300300300300300b=1000mmh600600600750750750h0565565565715715715h0=150-35=115as0.230.140.270.210.110.18as=M/fc*b*h021-2as0.530.720.460.570.780.64rs0.870.920.840.880.940.90rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00360.00360.00360.00360.00360.00As=M/(fy*rs*h0)As1808.861017.962178.352081.33992.981720.77ft1.431.431.431.431.431.43rmin(%)0.180.180.180.180.180.18ft=1.43N/mm2rmin(%)0.200.200.200.200.200.20Asmin302.98302.98302.98383.42383.42383.42Asmin=rmin*b*h0实配4Φ254Φ224Φ25+2Φ204Φ25+2Φ204Φ224Φ25AS196415202592259215201964⑵二层框架梁剪力计算跨中配置Φ8@200箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/200=244KN﹥72.15KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/200=309KN﹥67.6KN支座配置Φ8@100箍筋，则斜截面受剪承载力：＝0.7×1.43×300×565+1.25×210×565×100.6/100=319KN﹥291.4KN＝0.7×1.43×300×715+1.25×210×715×100.6/100=403.5KN﹥291.7KN（3）A柱75\n柱截面宽度b=500mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=5600mm,弯矩平面外计算长度l0y=5600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=751.50kN,设计弯矩M=223.50kN·m。查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=500×500=250000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=0.98轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=223500/751.50=297.41mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm初始偏心距ei=e0+ea=297.41+20=317.41mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.13轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.13×317.41+0.5×500-35=574.07mm假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=751500/(1.0×14.3×500×465)=0.226ξ<ξb,截面为大偏心受压。75\n截面受压区高度x=ξh0=104.87mm单侧钢筋面积As=(Ne-α1fcbx(hs-0.5x))/fy/(h0-as)=(751500×574.07-1.0×14.3×500×104.87×(465-0.5×104.87))/360/(465-35)=784.06mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1500mm2As>A'smin/2，取单侧钢筋面积As=784.06mm2（4）b柱柱截面宽度b=500mm,截面高度h=500mm,纵向钢筋合力点至截面近边缘距离as=35mm,弯矩平面内计算长度l0x=5600mm,弯矩平面外计算长度l0y=5600mm,混凝土强度等级C30,纵向钢筋强度设计值fy=360Mpa,3级抗震,截面设计压力N=1685kN,设计弯矩M=224kN·m。查混凝土规范表4.1.4可知fc=14.3Mpa由混凝土规范7.1.3条可知α1=1.0β1=0.8由混凝土规范公式(7.1.2-5)可知混凝土极限压应变εcu=0.0033由混凝土规范表4.2.4可得钢筋弹性模量Es=200000Mpa相对界限受压区高度ξb=0.518截面面积A=bh=500×500=250000mm2截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm根据混凝土规范表7.3.1可得轴心受压稳定系数φ=0.98轴心受压全截面钢筋面积A's=0.00mm2轴向压力对截面重心的偏心距e0=M/N=224000/1685=132.94mm根据混凝土规范7.3.3条可知附加偏心距ea=20mm初始偏心距ei=e0+ea=132.94+20=152.94mm根据混凝土规范7.3.10条可知偏心距增大系数η=1.27轴向压力作用点至远离压力一侧钢筋的距离e=ηei+0.5h-as=1.27×152.94+0.5×500-35=409.60mm75\n假定截面为大偏心受压，则截面相对受压区高度ξ=N/(α1fcbh0)=1685000/(1.0×14.3×500×465)=0.506ξ<ξb,截面为大偏心受压。截面受压区高度x=ξh0=235.15mm单侧钢筋面积As=(Ne-α1fcbx(hs-0.5x))/fy/(h0-as)=(1685000×409.60-1.0×14.3×500×235.15×(465-0.5×235.15))/360/(465-35)=676.78mm2取全截面纵向钢筋最小配筋率ρ'smin=0.0060全截面纵向钢筋最小配筋面积A'smin=1500mm2AsA'smin/2，取单侧钢筋面积As=892.99mm275\n第十二章楼梯计算12.1计算简图12.2基本信息（1）几何参数：楼梯净跨:L1=4480mm楼梯高度:H=2656mm梯板厚:t=150mm踏步数:n=17(阶)上平台楼梯梁宽度:b1=200mm下平台楼梯梁宽度:b2=200mm（2）荷载标准值：可变荷载：q=3.50kN/m2面层荷载：qm=1.70kN/m2栏杆荷载：qf=1.00kN/m（3）材料信息：混凝土强度等级:C30fc=14.30N/mm2ft=1.43N/mm2Rc=25.0kN/m3钢筋强度等级:HRB400fy=360.00N/mm2抹灰厚度：c=20.0mmRs=20kN/m3梯段板纵筋合力点至近边距离：as=20mm考虑支座嵌固作用75\n12.3计算过程（1）楼梯几何参数：踏步高度：h=0.1562m踏步宽度：b=0.2800m计算跨度：L0=L1＋(b1＋b2)/2=4.48＋(0.20＋0.20)/2=4.68m梯段板与水平方向夹角余弦值：cosα=0.873（2）荷载计算(取B=1m宽板带)：梯段板：面层：gkm=(B＋B·h/b)qm=(1＋1×0.16/0.28)×1.70=2.65kN/m自重：gkt=Rc·B·(t/cosα＋h/2)=25×1×(0.15/0.87＋0.16/2)=6.25kN/m抹灰：gks=RS·B·c/cosα=20×1×0.02/0.87=0.46kN/m恒荷标准值：Pk=gkm＋gkt＋gks＋qf=2.65＋6.25＋0.46＋1.00=10.35kN/m恒荷控制：Pn(G)=1.35gk＋1.4·0.7·B·q=1.35×10.35＋1.4×0.7×1×3.50=17.41kN/m活荷控制：Pn(L)=1.2gk＋1.4·B·q=1.2×10.35＋1.4×1×3.50=17.32kN/m荷载设计值：Pn=max{Pn(G),Pn(L)}=17.41kN/m（3）正截面受弯承载力计算：左端支座反力:Rl=40.73kN右端支座反力:Rr=40.73kN最大弯矩截面距左支座的距离:Lmax=2.34m最大弯矩截面距左边弯折处的距离:x=2.34mMmax=Rl·Lmax－Pn·x2/2=40.73×2.34－17.41×2.342/2=47.66kN·m考虑支座嵌固折减后的最大弯矩:Mmax'=0.8×Mmax=0.80×47.66=38.13kN·m相对受压区高度：ζ=0.172673配筋率：ρ=0.006859纵筋(1号)计算面积：As=891.66mm2支座负筋(2、3号)计算面积：As'=As=891.66mm275\n（4）计算结果：(为每米宽板带的配筋)1．1号钢筋计算结果(跨中)计算面积As:891.66mm2采用方案：f12@120实配面积：942.48mm22．2/3号钢筋计算结果(支座)计算面积As':891.66mm2采用方案：f10@200实配面积：392.70mm23．4号钢筋计算结果采用方案：d8@200实配面积：251.33mm275\n第十三章基础计算13.1单桩承载力设计值计算±0.000相当于绝对标高4.50m，室外为4.20m，高差300mm，承台底面标高-1.500m（绝对标高3.00m），桩顶标高-1.400m（绝对标高3.10m），嵌固100，桩Ф400，桩长为13m,为预制钢筋混凝土管桩。Rsk=1.256×（0.63×15+1×15+2.87×15+1.03×30+5.5×25+8.4x28+2.57x38）=714.36KNRpk=700×0.1256=87.92KNPp=87.92/(87.92+714.36)=0.11查表得：rs=1.71rp=1.06Rd=87.92/1.06+714.36/1.71=500.69KN取Rd=5000KN13.2柱下桩基计算(1)A柱一、示意图：二、几何参数：承台边缘至桩中心距:C=400mm桩列间距:A=1400mm承台根部高度:H=800mm承台端部高度:h=800mm纵筋合力点到底边的距离:as=100mm平均埋深:hm=1.50m矩形柱宽:Bc=500mm矩形柱高:Hc=500mm圆桩直径:Ds=400mm换算后桩截面：Ls=320mm3．荷载设计值：(作用在承台顶部）竖向荷载:F=751.50kN75\n绕Y轴弯矩:My=224.00kN·m4．材料信息：混凝土强度等级:C30fc=14.30N/mm2ft=1.43N/mm2钢筋强度等级:HRB400fy=360.00N/mm2三、计算过程：1．作用在承台底部的弯矩绕Y轴弯矩:M0y=My＋Vx·H=224.00＋0.00×0.80=224.00kN·m2．基桩净反力设计值：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Ni=F/n±M0x·yi/∑yj2±M0y·xi/∑xj2（8.5.3－2）N1=F/n＋M0y·x1/∑xj2=751.50/2＋224.00×(-0.70)/0.98=215.75kN<1.2Rd=600KNN2=F/n＋M0y·x2/∑xj2=751.50/2＋224.00×0.70/0.98=535.75kN<1.2Rd=600KN3．承台受柱冲切验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤2[β0x·(bc＋a0y)＋β0y·(hc＋a0x)]·βhp·ft·h0（8.5.17－1）自柱边到最近桩边的水平距离：a0=0.29m最不利一侧冲切面计算长度：bm=0.80m作用于最不利冲切面以外冲切力设计值：Fl=535.75kN承台有效高度：h0=H－as=0.80－0.10=0.70m冲跨比：λ0=a0/h0=0.29/0.70=0.41冲切系数：β0=0.84/(λ0＋0.2)=0.84/(0.41＋0.2)=1.37β0·bm·βhp·ft·h0=1.37×0.80×1.00×1430.00×0.70=1095.05kN>Fl=535.75kN,满足要求。4．承台受剪验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤βhs·β·ft·b0·h0（8.5.18－1）(1)垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0=0.29m75\n计算截面处承台宽度：b=2·C=0.80m斜截面上最大剪力设计值：Vl=535.75kN计算截面的剪跨比：λ＝a0/h0=0.29/0.70=0.41剪切系数：β=1.75/(λ＋1.0)=1.75/(0.41＋1.0)=1.24承台计算截面的计算宽度：be=b=0.80mβhs·β·ft·be·h0=1.00×1.24×1430.00×0.80×0.70=990.89kN>Vl=535.75kN,满足要求。5．承台受弯计算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）My＝∑Ni·xi（8.5.16－2）(1)垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My＝∑Ni·xi=241.09kN·m相对受压区高度：ζ=0.043975配筋率：ρ=0.001747X向钢筋:Asx=978.20mm26．承台受压验算：计算公式：《混凝土结构设计规范》（GB50010－2002）Fl≤1.35βc·βl·fc·Aln（7.8.1－1）局部荷载设计值：Fl=Fc=751.50kN混凝土局部受压面积：Al=Bc·Hc=0.50×0.50=0.25m2混凝土局部受压计算面积：Ab=1.20m2混凝土受压时强度提高系数：βl=sq.(Ab/Al)=sq.(1.20/0.25)=2.191.35βc·βl·fc·Al=1.35×1.00×2.19×14300.00×0.25=10573.78kN>Fl=751.50kN,满足要求。四、计算结果：1．X方向钢筋选筋结果计算面积As:978.20mm2采用方案：7f16实配面积：1407.43mm275\n（2）B柱一、示意图：二、基本资料：承台类型：四桩承台承台计算方式：验算承台尺寸1．依据规范：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）《混凝土结构设计规范》（GB50010－2002）2．几何参数：承台边缘至桩中心距:C=400mm桩列间距:A=1400mm桩行间距:B=1400mm承台根部高度:H=800mm承台端部高度:h=800mm纵筋合力点到底边的距离:as=100mm平均埋深:hm=1.50m矩形柱宽:Bc=500mm矩形柱高:Hc=500mm圆桩直径:Ds=400mm换算后桩截面：Ls=320mm3．荷载设计值：(作用在承台顶部）竖向荷载:F=1685.10kN绕X轴弯矩:Mx=224.00kN·m绕Y轴弯矩:My=0.00kN·mX向剪力:Vx=0.00kNY向剪力:Vy=0.00kN4．材料信息：混凝土强度等级:C30fc=14.30N/mm2ft=1.43N/mm2钢筋强度等级:HRB400fy=360.00N/mm2三、计算过程：1．作用在承台底部的弯矩绕X轴弯矩:M0x=Mx－Vy·H=224.00－0.00×0.80=224.00kN·m绕Y轴弯矩:M0y=My＋Vx·H=0.00＋0.00×0.80=0.00kN·m75\n2．基桩净反力设计值：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Ni=F/n±M0x·yi/∑yj2±M0y·xi/∑xj2（8.5.3－2）N1=F/n－M0x·y1/∑yj2=1685.10/4－224.00×0.70/1.96=341.27kN<1.2Rd=600KNN2=F/n－M0x·y2/∑yj2=1685.10/4－224.00×0.70/1.96=341.27kN<1.2Rd=600KNN3=F/n－M0x·y3/∑yj2=1685.10/4－224.00×(-0.70)/1.96=501.27kN<1.2Rd=600KNN4=F/n－M0x·y4/∑yj2=1685.10/4－224.00×(-0.70)/1.96=501.27kN<1.2Rd=600KN3．承台受柱冲切验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤2[β0x·(bc＋a0y)＋β0y·(hc＋a0x)]·βhp·ft·h0（8.5.17－1）X方向上自柱边到最近桩边的水平距离：a0x=0.29my方向上自柱边到最近桩边的水平距离：a0y=0.29m承台有效高度：h0=H－as=0.80－0.10=0.70m作用于冲切破坏锥体上的冲切力设计值：Fl=F－∑Qi=1685.10－0.00=1685.10kNX方向冲跨比：λ0x=a0x/h0=0.29/0.70=0.41Y方向冲跨比：λ0y=a0y/h0=0.29/0.70=0.41X方向冲切系数：β0x=0.84/(λ0x＋0.2)=0.84/(0.41＋0.2)=1.37Y方向冲切系数：β0y=0.84/(λ0y＋0.2)=0.84/(0.41＋0.2)=1.372[β0x·(Hc＋a0y)＋β0y·(Bc＋a0x)]·βhp·ft·h0=2×[1.37×(0.50＋0.29)＋1.37×(0.50＋0.29)]×1.00×1430.00×0.70=4325.44kN>Fl=1685.10kN,满足要求。4．承台受剪验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤βhs·β·ft·b0·h0（8.5.18－1）(1)垂直Y方向截面的抗剪计算Y方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0=0.29m计算截面处承台宽度：75\nb=A＋2C=1.40＋2×0.40=2.20m斜截面上最大剪力设计值：Vl=1002.55kN计算截面的剪跨比：λ＝a0/h0=0.29/0.70=0.41剪切系数：β=1.75/(λ＋1.0)=1.75/(0.41＋1.0)=1.24承台计算截面的计算宽度：be=b=2.20mβhs·β·ft·be·h0=1.00×1.24×1430.00×2.20×0.70=2724.94kN>Vl=1002.55kN,满足要求。(2)垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0=0.29m计算截面处承台宽度：b=B＋2C=1.40＋2×0.40=2.20m斜截面上最大剪力设计值：Vl=842.55kN计算截面的剪跨比：λ＝a0/h0=0.29/0.70=0.41剪切系数：β=1.75/(λ＋1.0)=1.75/(0.41＋1.0)=1.24承台计算截面的计算宽度：be=b=2.20mβhs·β·ft·be·h0=1.00×1.24×1430.00×2.20×0.70=2724.94kN>Vl=842.55kN,满足要求。5．承台角桩冲切验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Nl≤[β1x·(c2＋a1y/2)＋β1y·(c1＋a1x/2)]·βhp·ft·h0（8.5.17－5）角桩竖向冲反力设计值：Nl=501.27kN从角桩内边缘至承台外边缘的距离：c1=C＋Ls/2=0.40＋0.32/2=0.56mc2=C＋Ls/2=0.40＋0.32/2=0.56mX方向上从承台角桩内边缘引45度冲切线与承台顶面相交点至角桩内边缘的水平距离:（当柱或承台变阶处位于该45度线以内时，则取由柱边或变阶处与桩内边缘连线为冲切锥体的锥线）a1x=0.29m75\nY方向上从承台角桩内边缘引45度冲切线与承台顶面相交点至角桩内边缘的水平距离:（当柱或承台变阶处位于该45度线以内时，则取由柱边或变阶处与桩内边缘连线为冲切锥体的锥线）a1y=0.29mX方向角桩冲跨比：λ1x=a1x/h0=0.29/0.70=0.41y方向角桩冲跨比：λ1y=a1y/h0=0.29/0.70=0.41X方向角桩冲切系数：β1x=0.56/(λ1x＋0.2)=0.56/(0.41＋0.2)=0.91Y方向角桩冲切系数：β1y=0.56/(λ1y＋0.2)=0.56/(0.41＋0.2)=0.91[β1x·(c2＋a1y/2)＋β1y·(c1＋a1x/2)]·βhp·ft·h0=[0.91×(0.56＋0.29/2)＋0.91×(0.56＋0.29/2)]×1.00×1430.00×0.70=1286.68kN>Nl=501.27kN,满足要求。6．承台受弯计算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Mx＝∑Ni·yi（8.5.16－1）计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）My＝∑Ni·xi（8.5.16－2）(1)垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My＝∑Ni·xi=379.15kN·m相对受压区高度：ζ=0.024906配筋率：ρ=0.000989ρ<ρmin=0.001500ρ=ρmin=0.001500X向钢筋:Asx=2640.00mm2(2)垂直Y轴方向计算截面处弯矩计算：Mx=∑Ni·yi=451.15kN·m相对受压区高度：ζ=0.029707配筋率：ρ=0.001180ρ<ρmin=0.001500ρ=ρmin=0.001500Y向钢筋:Asy=2640.00mm27．承台受压验算：计算公式：《混凝土结构设计规范》（GB50010－2002）Fl≤1.35βc·βl·fc·Aln（7.8.1－1）75\n局部荷载设计值：Fl=Fc=1685.10kN混凝土局部受压面积：Al=Bc·Hc=0.50×0.50=0.25m2混凝土局部受压计算面积：Ab=2.25m2混凝土受压时强度提高系数：βl=sq.(Ab/Al)=sq.(2.25/0.25)=3.001.35βc·βl·fc·Al=1.35×1.00×3.00×14300.00×0.25=14478.75kN>Fl=1685.10kN,满足要求。四、计算结果：1．X方向钢筋选筋结果计算面积As:2640.00mm2采用方案：f16@150实配面积：3015.93mm22．Y方向钢筋选筋结果计算面积As:2640.00mm2采用方案：f16@150实配面积：3015.93mm2（3）C柱一、示意图：二、基本资料：承台类型：二桩承台承台计算方式：验算承台尺寸1．依据规范：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）《混凝土结构设计规范》（GB50010－2002）2．几何参数：承台边缘至桩中心距:C=400mm桩列间距:A=1400mm75\n承台根部高度:H=800mm承台端部高度:h=800mm纵筋合力点到底边的距离:as=100mm平均埋深:hm=1.50m矩形柱宽:Bc=500mm矩形柱高:Hc=500mm圆桩直径:Ds=400mm换算后桩截面：Ls=320mm3．荷载设计值：(作用在承台顶部）竖向荷载:F=795.50kN绕Y轴弯矩:My=243.90kN·mX向剪力:Vx=0.00kN4．材料信息：混凝土强度等级:C30fc=14.30N/mm2ft=1.43N/mm2钢筋强度等级:HRB400fy=360.00N/mm2三、计算过程：1．作用在承台底部的弯矩绕Y轴弯矩:M0y=My＋Vx·H=243.90＋0.00×0.80=243.90kN·m2．基桩净反力设计值：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Ni=F/n±M0x·yi/∑yj2±M0y·xi/∑xj2（8.5.3－2）N1=F/n＋M0y·x1/∑xj2=795.50/2＋243.90×(-0.70)/0.98=223.54kN<1.2Rd=600KNN2=F/n＋M0y·x2/∑xj2=795.50/2＋243.90×0.70/0.98=571.96KN<1.2Rd=600KN3．承台受柱冲切验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤2[β0x·(bc＋a0y)＋β0y·(hc＋a0x)]·βhp·ft·h0（8.5.17－1）自柱边到最近桩边的水平距离：a0=0.29m最不利一侧冲切面计算长度：bm=0.80m作用于最不利冲切面以外冲切力设计值：Fl=571.96kN承台有效高度：h0=H－as=0.80－0.10=0.70m冲跨比：λ0=a0/h0=0.29/0.70=0.41冲切系数：β0=0.84/(λ0＋0.2)=0.84/(0.41＋0.2)=1.37β0·bm·βhp·ft·h0=1.37×0.80×1.00×1430.00×0.7075\n=1095.05kN>Fl=571.96kN,满足要求。4．承台受剪验算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）Fl≤βhs·β·ft·b0·h0（8.5.18－1）(1)垂直X方向截面的抗剪计算X方向上自柱边到计算一排桩的桩边的水平距离：a0=0.29m计算截面处承台宽度：b=2·C=0.80m斜截面上最大剪力设计值：Vl=571.96kN计算截面的剪跨比：λ＝a0/h0=0.29/0.70=0.41剪切系数：β=1.75/(λ＋1.0)=1.75/(0.41＋1.0)=1.24承台计算截面的计算宽度：be=b=0.80mβhs·β·ft·be·h0=1.00×1.24×1430.00×0.80×0.70=990.89kN>Vl=571.96kN,满足要求。5．承台受弯计算：计算公式：《建筑地基基础设计规范》（GB50007－2002）My＝∑Ni·xi（8.5.16－2）(1)垂直X轴方向计算截面处弯矩计算：My＝∑Ni·xi=257.38kN·m相对受压区高度：ζ=0.047021配筋率：ρ=0.001868X向钢筋:Asx=1045.96mm26．承台受压验算：计算公式：《混凝土结构设计规范》（GB50010－2002）Fl≤1.35βc·βl·fc·Aln（7.8.1－1）局部荷载设计值：Fl=Fc=795.50kN混凝土局部受压面积：Al=Bc·Hc=0.50×0.50=0.25m2混凝土局部受压计算面积：Ab=1.20m2混凝土受压时强度提高系数：βl=sq.(Ab/Al)=sq.(1.20/0.25)=2.191.35βc·βl·fc·Al=1.35×1.00×2.19×14300.00×0.25=10573.78kN>Fl=795.50kN,满足要求。四、计算结果：75\n1．X方向钢筋选筋结果计算面积As:1045.96mm2采用方案：7f14实配面积：1077.57mm2主要文献资料和参考书主要参考文献(四)主要文献、资料和参考书[1]混凝土结构设计规范(GB50010-2002)，北京：中国计划出版社，2003.10[2]建筑结构荷载规范(GB50009-2001)，北京：中国计划出版社，2006.11[3]建筑抗震设计规范(GB50011-2001)，北京：中国计划出版社，2008.9[4]建筑地基基础设计规范(GB50007-2002)，北京：中国计划出版社，2003.10[5]结构力学，张誉主编，北京：中国建筑工业出版社，2000.8[6]混凝土与砌体结构，王毅红主编，北京：中国建筑工业出版社，2000.875