多層工業(yè)廠房建筑框架結構畢業(yè)設計計算書

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1、1、工程概況： 1.1本工程為多層工業(yè)廠房建筑，平面布置圖見附圖1.2.3。采用普通磚墻，墻厚為240（容重18kN/m3）。柱初定截面尺寸統(tǒng)一為：b*h=400500mm2，樓層層高分別為：底層4.5m，其它層4.2m。 1.2樓面及屋面構造說明：樓層地面采用水磨石面層厚30mm（含結合層）。荷載65KN/ m3,鋼筋混凝土板厚取120mm，荷載25 kN / m3,板底抹灰及制白20mm厚；荷載0.34kN/ m2。屋面做法及荷載取值見附圖：根據(jù)《建筑結構荷載規(guī)范》（GB50009-2012），確定：10mm厚砼蓋板架空層，25 kN / m3；鋼筋混凝土屋面板：25kN/ m3；頂棚

2、15mm厚混合砂漿噴白：17kN/ m2。 1.3材料： 混凝土：基礎C20，柱、梁、板：C30。 鋼筋：各構件受力主筋采用HRB400( )級fy=360N/mm2；箍筋采用HPB300(φ)級，fy=270N/mm2。 基礎鋼筋全部采用HRB335( ) ，fy=300N/mm2。 1.4樓面均布活載根據(jù)附表1取4KN/ m2；風荷載基本取為0.45KN/ m2，不計地震力及雪荷載。不上人屋面，活荷載標準值為：0.5KN/ m2。地基土質較好，均為粘性土，采用天然地基，地基承載力特征值為fa=280kpa，基礎埋置深度初定：2.3m。 2、結構布置： 2.1本工程采用全現(xiàn)

3、澆框架結構，由于開間較大，同時考慮柱網布置及使用要求，采用橫向樁梁承重結構，樓板均采用雙向板。 確定，橫向框架梁為6.9m，縱向連系梁為4.5m、3.9m。 梁板截面尺寸： 板厚：hz t/40=4500/40=113mm，取板厚h=120mm。 橫向框架梁截面尺寸：h=（～）l=6900/8～6900/12=860～575mm，取h=600mm；b =（1/2～1/3）h且h≥200；取b=250mm。 縱向連系梁：h≥l/12～l/15=4500/12～4500/15=375～300；取h=400mm，b=250mm。 二層結構平面布置，如圖－1 柱截面驗算：A≥=φ（φ

4、中柱取1.0；邊柱取1.1。角柱取1.2）。 吊柱：A≥1.2=50809。 邊柱：A≥=107480（滿足）。 中柱：A≥=195419（滿足）。 2.2本設計以④軸線橫向框架為計算分析對象。 2.2.1框架計算簡圖如圖－2。 2.2.2荷載計算 1、屋面橫梁上的豎向線荷載取標準值： （1）恒載 ①恒載標準值：如圖－3 10厚砼蓋板架空房 0.01025=0.25KN/m2 120厚鋼筋混凝土屋面板 0.1225=3.0KN/m2 15厚混合砂漿噴白 0.01517=0.26KN/m2 合計：

5、3.51KN/m2 ②梁自重： 各跨橫梁 0.25（0.6－0.12）25=3.0KN/m 梁側粉刷 2（0.6－0.12）0.01517=0.245KN/m 合計： 3.25KN/m 作用在屋面框架梁上的線恒荷載標準值： 梁自重 g5AB1=g5BC1=3.25KN/m 板傳來 g5AB2=g5BC2=3.514.5=15.80KN/m （2）活載 如圖－4 作用在屋面框架梁上的線活荷載線標準值為： q5AB=q5B

6、C=0.54.5=2.25KN/m 2、樓面橫梁上的豎向線荷載標準值： （1）恒載 如圖－3 ①恒載標準值 30厚水磨石面層 0.65KN/m2 120厚鋼筋混凝土樓板 0.1225=3.0KN/m2 20厚板底抹灰及刷白 0.34KN/m2 合計： 3.99KN/m2 ②梁自重 自跨橫梁 0.25（0.6－0.12）25=3.0KN/m 梁側抹灰及刷白 2（0.6－0.12）0.34=0.33KN/m 合計：

7、 3.33KN/m 作用在樓面框架上的線恒荷載標準值為： 梁自重 g2AB1=g2BC1=3.33KN/m 板傳來的荷載 g2AB2=g2BC2=3.994.5=17.96KN/m （2）活載 如圖－4 作用在樓面框架梁上的線活載標準值為： q2AB=q2BC=4.04.5=18 KN/m 3、屋面框架節(jié)點集中荷載標準值 如圖-5 （1）恒載 ①邊柱連系梁自重 0.25（0.4-0.12）4.525=7.88KN 梁側抹灰及刷白 2（0.4-0.12）0.

8、344.5=0.86KN 連系梁傳來的屋面自重 0.50.54.54.53.51 +0.94.53.51=31.98KN 女兒墻自重 0.120.181.04.5=9.72KN 墻體粉刷 （12+0.12）0.344.5=3.24KN 合計： 53.68KN 屋面層邊節(jié)點，集中恒荷載 G5A=G5C=53.68KN ②中柱連系梁自重 0.25（0.4-0.12）254.5=7.88KN

9、 梁側抹灰及刷白 2（0.4-0.12）0.344.5=0.86KN 連系傳來的屋面自重 0.50.54.54.53.512=35.54KN 合計： 44.28KN 屋面層中節(jié)點集中恒荷載 G5B=44.28KN （2）活載 ①屋面邊節(jié)點集中活荷載 0.50.54.54.50.5+0.94.50.5=4.56KN ②屋面中節(jié)點集中活荷載 Q5A=Q5C=4.56KN 0

10、.50.54.54.50.52=5.06KN Q5B=5.06KN 4、樓面框架節(jié)點集中荷載標準值 如圖-6 （1）恒載 ①邊柱連系梁自重 0.25（0.4-0.12）254.5=7.88KN 梁側抹灰自重及刷白 2（0.4-0.12）0.344.5=0.86KN 連系梁傳來的板自重 0.50.54.54.53.99=20.20KN 塑鋼窗自重 [（4.2-0.4）4.5-3.02.4

11、] 0.2418=42.77KN 墻體粉刷 2[（4.2-0.4）4.5-3.02.4] 0.34=6.73KN 合計： 81.32KN 2～5層邊節(jié)點集中恒荷載 GA=GC=81.32KN 框架柱自重 GA1=GC1=0.40.54.225=21KN ②中柱連系梁自重 0.25（0.4-0.12）5254.5=7.88KN 梁側抹灰及刷白

12、 2（0.4-0.12）0.344.5=0.86KN 連系梁傳來的板自重 0.50.54.54.53.992=40.40KN 合計： 49.14KN 2～5層中節(jié)點集中恒荷載 GB=49.14KN 框架柱自重 GB1=0.40.54.225=21KN （2）活載 ①邊柱連系梁傳來的集中活載 0.50.54.54.54.0=20.25KN ②中柱連系梁傳來的集中活載 0.50.54.54.542=40.50KN QA=

13、QC=20.25KN QB=40.50KN 5、風荷載 已知基本風壓WO=0.45KN/m2，本工程設定建于城郊；地面粗糙，屬于B類，按荷載規(guī)范：WK=βZμSμz WO，風荷載圖如圖-7。 風荷載體型系數(shù)μS迎風面為0.8，背風面為-0.5。因結構高度H=21.3m＜30m（從室外地面算起），取風振系數(shù)βZ=1.0。計算多層框架風荷載時，一般可取為10m處風壓高度變化系數(shù)μz=1.0，即10m以下認為風荷載均勻分布，10m以上按梯形直線分布。因本工程層數(shù)不多，總高度不大，為簡化計算，按均布考慮，以10m以上的風壓高度變化系數(shù)按女兒墻頂標高處確定。（為簡化計，近認以2層和3層之間的中點

14、為分界。） 女兒墻頂面標高為22.3m；故：μz=1.27。 風荷載標準值為： 對于10m以下，W1k=1.0（0.8+0.5）1.00.454.5=2.63KN/m。 對于10m以上，W2k=1.0（0.8+0.5）1.270.454.5=3.34 KN/m。 樓層數(shù)相應的集中風荷載標準值為： P1=2.63=11.44KN P2=2.634.2=11.05KN P3=P4= 3.344.2=14.03KN P5=3.34（0.54.2+1.0）=10.35KN 2.3內力計算 2.3.1恒載作用下的內力計算 1、梁、柱線剛度 在計算梁、柱線剛度時，應考慮樓

15、蓋對框架梁的影響，在現(xiàn)澆樓蓋中，中框架的抗彎慣性取I=2I0；邊框架梁取I=1.5I0。為框架按矩形載面計算的截面慣性矩，橫梁、柱的線剛度計算如下： 柱、梁的混凝土強度C30，彈性模量Ec=30.0KN/m2。 橫梁、柱的線鋼度計算見表-1 表-1 橫梁、柱線剛度 桿件 截面尺寸 Ec(kN/mm2) Io(mm4) L(mm) i=EcI/L(kN.mm) 相對剛度 B（mm） H(mm) 邊框架梁 250 600 30 4.50 X109 6900 2.93 X107 0.75 中框架梁 250 600 30 4.50 X109

16、 6900 3.91 X107 1 底層框柱 400 500 30 4.17 X109 5500 2.27 X107 0.581 中層框柱 400 500 30 4.17 X109 4200 2.98 X107 0.761 每層框架柱總的抗側移剛度見表-2 底層：∑D=44.90+26.06+165.38+86.52=169.96 KN/mm 二至五層：∑D=46.69+210.06+168.04+811.51=267.60 KN/mm 表-2 框架柱橫向側移剛度D值 項目 梁柱剛度比K αc 修正側移剛度D 根數(shù)

17、 層 柱類型截面 二至五層 邊框邊柱 0.99 0.33 6.69 4 邊框中柱 1.97 0.50 10.06 2 中框邊柱 1.31 0.40 8.04 16 中框中柱 2.63 0.57 11.51 8 底層 邊框邊柱 1.29 0.54 4.90 4 邊框中柱 2.58 0.67 6.06 2 中框邊柱 1.72 0.60 5.38 16 中框中柱 3.44 0.72 6.52 8 注：1. 底層 K=∑ib/iz ；其他層 K=∑ib/2iz 。

18、 2. 底層 αc=（0.5+K）/（2+K） ；其他層 αc= K/（2+K） 。 3. D=αc*iz*12/h2)，單位 kN/mm 。 2、附加節(jié)點彎矩 （1）恒荷載產生的附加節(jié)點彎矩 層面層邊節(jié)點 53.68=6.71KNm 2～5層邊節(jié)點 81.32=10.17KNm （2）活荷載產生的附加節(jié)點彎矩 屋面層邊節(jié)點 4.56=0.57KNm 2～5層邊節(jié)點 20.25=2.53KNm 3、彎矩分配系數(shù) （1）計算彎矩配系數(shù) 由于該框架對稱結構，可以取框架的一半，進行簡化計算，算出橫向

19、框架各桿端的彎矩分配系數(shù)，如圖-8，相對線剛度見表-1。 節(jié)點A1 SA1A0=4iA1A0=40.581=2.324 SA1B1=4iA1B1=41=4 SA1A2=4iA1A2=40.761=3.044 ∑S=2.324+4+3.044=9.368 μA1A0=SA1A0/∑S=2.324/9.368=0.248 μA1B1=SA1B1/∑S=4/9.368=0.427 μA1A2=SA2A2/∑S=3.044/9.368=0.325 節(jié)點A2 SA2A1=4iA2A1=40.761=3.044 ∑S=SA2A1+SA2A3+SA2B2=3.044+3.044+4

20、=10.088 μA2A3=μA2A1=3.044/10.088=0.302 μA2B3=4/10.088=0.396 節(jié)點A5 ∑S=SA5A4+SA5B5=4（0.761+1）=7.044 μA5A4=3.044/7.044=0.432 μA5B5=4/7.044=0.568 節(jié)點A3、A4與相應的節(jié)點A2相同。 4、桿件固端彎矩 計算桿件固端彎矩時，應帶符號，桿件彎矩一律以順時針方向為正。如圖-9。 （1）橫梁固端彎矩 ①屋面層橫梁 橫梁自重作用：M′A5B5=- M′B5A5=-ql2/12=3.256.92/12=-12.89 KNm。 板傳來的恒載作用：

21、 M′A5B5=- M′B5A5=-ql2（1-2a2/l2+a3/l3）/12=-15.806.92（1-22.252/6.92+2.253/6.93）/12=-51.53KNm （2）2～5層橫梁 橫梁自重作用 M′A1B1=- M′B1A1=-ql2/12=-3.336.92/12=-13.21KNm 板傳來的恒載作用： M′A1B1=- M′B1A1=-ql2/12（1-2a2/l2+a3/l3）/12 =-17.966.92（1-22.252/6.92+2.253/6.93）/12 =-58.57KNm 5、節(jié)點不平衡彎矩 橫向框架的節(jié)點

22、不平衡彎矩為通過該節(jié)點的各桿件（不包括縱向框架梁）在節(jié)點處的固端彎矩與通過該節(jié)點的縱梁引起的柱端橫向附加彎矩之各。根據(jù)平衡原則，節(jié)點彎矩的正方向與桿端彎矩方向相反，一律以逆時針方向為正，如圖-9。 節(jié)點A5不平衡彎矩： MA5B5=-12.89-51.53+6.71=-57.71KNm 節(jié)點A4、A3、A2、A1不平衡彎矩 MA1B1=-13.21-58.57+10.17=61.61KNm 本工程計算的橫向框架節(jié)點不平衡彎矩如圖-8。 6、內力計算 根據(jù)對稱原則，只計算AB跨。在進行彎矩分配時，應計節(jié)點不平衡彎矩反號后，再進行桿端彎矩分配。 節(jié)點彎矩使相交于該節(jié)點的桿件近端產生

23、彎矩，同時也使桿件的遠端產生彎矩，近端產生的彎矩通過節(jié)點，彎矩分配確定，遠端產生的彎矩有傳遞系數(shù)C C近端彎矩與遠端彎矩的比值確定。傳系數(shù)與桿件遠端的約束形成有關。遠端固定C=；遠端滑動C=-1；遠端鉸支C=0。 恒載彎矩分配過程如圖-10；恒載作用下彎矩如圖-11，梁剪力，柱軸力、剪力如圖-12。 2.3.2活載作用下的內力計算 注：各不利荷載布置時計算簡圖不一定為對稱形式；為方便采用對稱結構對稱荷載形式進行簡化。 1、橫梁固端彎矩 （1）屋面層 M′A5B5=- M′B5A5=-ql2（1-2a2/l2+a3/l3）/12 =-2.256.9

24、2（1-22.252/6.92+2.253/6.93）/12 =-7.34KNm 2、本工程考慮如下四種最不利組合 （1）頂層邊跨梁跨中彎矩最大：如圖-13（a）。 （2）頂層邊柱柱頂左側及柱底右側受拉最大彎矩；如圖-13(b)。 （3）頂層、邊跨梁梁端最大負彎矩：如圖-13(c)。 （4）活載滿跨布置：如圖-13（d）。 3、各節(jié)點不平衡彎矩 MA5=M’A5B5+M’A5=-7.34+0.57=-6.77KNm MA1=MA2=MA3=MA4= M1A1B1+ M1A1=-58.70+2.53=-56.17KNm MB1=MB2=MBC=MB4= M1

25、B1A1=58.70KNm 4、內力計算 采用“迭代法”計算，計算次序及過程同于恒載計算，詳細步驟不再重復，內力計算結果： 活載(a)作用下梁端彎矩、剪力、柱軸力,如圖-14、圖-15。 活載(b)作用下梁端彎矩、剪力、柱軸力,如圖-16、圖-17。 活載(c)作用下梁端彎矩、剪力、柱軸力,如圖-18、圖-19。 活載(d)作用下梁端彎矩、剪力、柱軸力,如圖-20、圖-21。 2.3.3風荷載作用下的內力計算 1、水平荷載作用下的框架層間剪力，如圖-22；各層柱的及彎點位置如表-18。 相關內力的計算過程見表-19、表-20、表-21. 彎矩

26、圖見圖-23，梁端剪力，柱軸力見圖-24。 2、風載荷作用下的框架位移驗算，計算過程列于表-22。 考慮到框架的彈塑性影響，應對框架剛度作適當降低。對現(xiàn)澆框架取降低系數(shù)0.85。剛修正后的底層層間位移?！鳓蘨=3.52/0.85=4.14mm。 最大相對層間位移==＜（滿足要求）。 2.4內力組合 2.4.1彎矩調幅 在豎向荷載作用下，可考慮框架梁梁端塑性變形產生的內力重分布，對梁端負彎矩乘以調幅系數(shù)進行調幅，取β=0.9對梁進行調幅，計算過程見表-23。 2.4.2內力組合 本工程是不考慮地震作用的多層框架結構，一般組合采用三種組合形式即可；內力組合計算見表-24、

27、表-25。 1、可變荷載效應控制時，取 1.2*恒k+1.4*活k+0.6*1.4*風k 1.2*恒k+1.4*0.7活k+1.4*風k 2、永久荷載效應控制值 1.35*恒k+0.7*1.4*活k 2.5配筋計算 根據(jù)內力組合的結果，本工程對該框架的二層橫梁及B柱進行梁、柱配筋計算和獨立基礎設計及配筋計算。 2.5.1二層橫梁配筋計算 由于該框架是對稱的，故BC跨的內力以AB跨的內力對稱取值

28、；計算過程可以取一半進行簡化。 由表-24，得：AB跨 梁左端M=－169.92KNm V=73.69KN 跨中 M=154.20KNm 梁右端 M=210.09KNm V=93.63KN 正截面受彎承載力計算時，支座截面按矩形截面計算；跨中截面處按T形截面計算，支座截面彎矩設計值，以柱邊截面取值： 則，AB跨，梁左端彎矩設計值 MA=－169.92+0.2573.69=－144.50 KNm M中=154.20 KNm MB=－210.09－0.2593.63=－186.

29、68KNm 1、支座截面配背力計算，b=250mm；h=600mm；保護層厚度as=30mm 則 ho=h－as=600－30=570mm 混凝土采用C30，fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2 主筋采用HRB400，fy=fy1=360N/mm2 箍筋采用HPB235，fy=fy1=210N/mm2 A支座截面：===0.124 ξ=1－=0.133≤0.35 符合塑性內力重分布的條件。 As=ξ=0.133≈753mm2 選用3 18，As=763mm2 ρmin=0.45=0.45=0.18%＜0.2%，取ρmin =0.2% ρ1

30、===0.509%＞ρmin =0.2%（符合要求） B支座截面： as===0.161 ξ=1-=0.176≤0.35（符合要求） As=ξ=≈998mm2 取4 18，As=1017mm2 ρ1===0.678%＞0.2%（符合要求） 2、跨中截面配筋計算 跨中擬T形截面計算，bf′=6900=2300mm＜4500mm 取bf′=2300mm b=250mm，h=600mm，ho=600-30=570mm，hf′=120mm a1fc bf′hf′(ho- hf′/2)=1.014.32300120(570-120/2)=2012.87KNm

31、 ＞M=154.20KNmm 故該梁跨中截面可按第一類T形截面計算, as===0.014 ξ=1-=0.015≤0.35 符合要求 As=ξa1bf’ho =0.0151.02300570≈756mm2 選用3 18，As=763mm2 ρ1===0.509%＞0.2%（滿足要求） 3、斜截面受剪承載力計算 b=250mm，ho=570mm,fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2-fyv=210 N/mm2 支座A: V=73.69KN 支座B: V=-93.63KN 驗算截面尺寸：hw=ho-hf=570-1

32、20=450mm hw/b=450/250=1.8＜4 0.25βcfcbho=0.251.014.3250570=509.44KN＞Vmax=93.63KN，故截面尺寸滿足要求。 0.7ftbho=0.71.43250570=142.64 KN,故A、B座可按構造配置箍筋，取S=200。 ρsv.min=0.24=0.24=0.163% 則Asv=ρsv.minbs=0.163%250200=81.5mm2 選用φ8@200雙肢箍筋，Asv=250.3=100.6mm2滿足要求。 梁截面配筋圖見圖-25。 2.5.2 B柱截面配筋計算 1、

33、屋面層，矩形截面尺寸bh=400500mm2，柱高l=4.2m，取xs=xs1=30 混凝土強度等級C30，fc=14.3N/mm2，HRB400級鋼筋,fy=fy’=360N/mm2 根據(jù)柱內力組合表-25 屋面層B柱 組合① │Mmax│及相應的N 柱上端 M=-24.89KNm N=199.56KN 柱下端M=-31.65KNm N=224.76KN 組合② Nmin及相應的M 柱上端 M=-24.89KNmm N=199.56KN 柱下端 M=-31.65KNmm N=224

34、.76KN 組合③ Nmax及相應的M 柱上端 M=-10.42KNm N=222.79KN 柱下端 M=-20.73KNmm N=251.14KN （1）組合①作用下B柱配筋計算 柱的計算長度lo=1.25l=1.254.2=5.25m N=224.76KN M1=-24.89KNm M2=-31.65KN ①計算ηns和ei ==10.50 ho=h-as=500-30=470mm eo2==141mm ==16.7mm＜20mm 取ea=20mm

35、ζc===6.36＞1.0取ζc=1.0 ηns=1+（）2ζc=1+=1.25 Cm=0.7+0.3=0.7+0.3=0.94 M=CmηnsM2=0.941.25(-31.65)=-36.96KNm eo===164mm ei=eo+ea=164+20=184mm ②計算As和As’ x===39.0mm x≤ξbho=0.518470=243mm，且x＜2as1=230=60mm為大偏壓破壞。 e’=-ei-as’=-184-30=36mm As=As’==≈400mm2 按構造配筋： As=P1minbh=0.2%400500

36、=400mm2 選用2 18，As=As’=509mm2 ③底層至四層的柱配筋如表-26 大偏壓破壞時 當x≤ξbho且 x≤2as’時 As=As’= e’= -ei-as’ 當2as’＜x≤ξbho時 As=As’= e=ei+-as’ 小偏壓破壞時，重新調整x ξ=+ξb x=ξho As=As’= 則根據(jù)表格-26計算結果 底層 As和As’各選用5 22，As=As’=1900mm2 二至四層 As和As1各選用2 22，As=As’=760mm2 （2）組合②作用下的B柱配筋計

37、算 柱的計算長度lo2=1.25l=5.25m M1=-24.89KNm M2=-31.65KNm N=224.7KN 荷載與組合①相同 屋面層 B柱配筋 As和As’各選用2 18, As=As’=509mm2 根據(jù)內力組合結果見表-25 在組合②作用下的內力與組合①相同 故配筋結果，見表-26 （3）組合③作用下的B柱配筋計算 柱的計算長度 lo=1.25l=5.25m M1=-10.42KNm M2=-20.73KNm N=251.14KN ①計算ηns和ei ==10.50 ho=h-as

38、=500-30=470 eo2===83mm ==16.7mm＜20mm 取ea=20mm ζc===5.69＞1.0取ζ=1.0 ηns=1+=1.39 Cm=0.7+0.3=0.85≥0.7 M=CmηnsM2=-0.71.3920.73=-24.49KNm eo===98mm ei=eo+ea=98+20=118mm ②計算 As=As’ x===44mm x≤ξbho=0.518470=243mm 且x＜2as’=230=60mm As=As’===162mm2 ≤Pmi

39、nbh=0.2%bh=0.2%400500=400mm2 故選用2 18，As=As’=509mm2 根據(jù)表-27計算結果 底層As和As’各選用5 22，As=As’=1900mm2 二層As和As’各選用5 20，As=As’=1570mm2 三至四層 As和As’各選用2 20，As=As’=628mm2 綜合以上幾種組合作用下B柱的配筋計算 B柱底層 配筋5 22，As=As’=1900mm2 二層 配筋5 20，As=As’=1570mm2 三、四層 配筋2 20，As=As’=628

40、mm2 屋面層 配筋2 18，As=As’=509mm2 柱截面配筋圖如圖-26 2.5.3 B柱下的獨立基礎計算。 1、材料 基礎采用C20混凝土(fc=9.6N/m2，ft=1.1N/m2)；鋼筋采用HRB335級鋼筋（fy=300N/mm2），設置C15厚100的混凝土墊層，已知地基承載力特征值fa=280kpa。 2、荷載組合 由框架內力分析，按荷載的標準組合計算的基礎頂面內力值為： B柱 Mmax組合 Mk=89.89（逆時針）；Nk=1633.56kn(↓) Vk=30.78KN(←) Nmax組合

41、Mk=62.44（逆時針）；Nk=1853.26kn(↓) Vk=17.31KN(←) 3、基礎設計 考慮到柱鋼筋錨固直線段長度：30d+40（混凝土保護層）=3022+40=700mm；擬取基礎高度h=750mm，初步擬定采用二級階形基礎，如圖-27所示。B柱的基礎埋深d=1.0+0.75=1.75m。 B柱： （1）估算基底尺寸 先按Nmax組合（軸力最大）估算基礎底面尺寸；取rG =20KN/m3，則 A≥(1.1～1.4)*Nk/(fa-rGd) ≥(1.1～1.4)1853.26/(280-201.75)=8.32～10.59m2 取 A=lb=33=9.0m2

42、 （2）驗算承載力 W=bl2/6=332/6=45m3 Gk=A*rG*d=9201.75=315KN ①按Mmax組合驗算 p=（Nk+Gk）/AΣMk/W =（1633.56+315）/9（8989+30.780.75）/4.5 =241.62 kpa ＜1.2fa=1.2280=336 kpa 191.40 kpa＞0 =(Pmax+Pmin)/2=217.86kpa＜fa=280kpa（滿足要求） ②按Nmax組合 p=(Nk+Gk)/AΣMk/W =(1853.26+315)/9(62.44

43、+17.310.75)/4.5 =240.9216.76 =257.68 kpa＜1.2fa=336 kpa 224.16 kpa＜0 (Pkmax+Pkmin)=240.92kpa＜fa=280 kpa（滿足要求） （3）基礎高度驗算 由框架內力分析，按荷載的基礎組合計算的基礎頂面內力值為： Nmax組合: Mj=62.44 KNm Nj=1853.26 KN Vj=-17.31 KN p=Nj/AΣMj/W =1853.26/9(62.44+17.310.75)/4.5 =205.

44、9216.76= Pj=(Pjmax+Pjmin)=205.92 KN/m2 柱邊沖切計算：at=0.50m1，bt=0.40m，ho=h-40=750-40=710mm bb=bt+2ho=0.4+20.71=1.82m＜b=3.0m bm=bt+ho=1.11m Fl= Pjmax *AL = Pjmax [(--ho)b-(--ho)2] =222.68[(1.5-0.25-0.71)310-(1.5-0.2-0.71)2] =283.21 KN＜0.7βhftbmho=0.71.011001.110.7

45、1=606.84 KN（滿足要求） 臺階處沖切驗算： at1=-1.70m bt1=1.70m；ho1=h1-40=400-40=360mm. bb1=bt1+2ho1=1.7+20.36=2.42m＜b=3.0m. bm1=bt1+ho1=1.70+0.36=2.06m Fl1=βhftbm1ho1AL1= Pjmax[(--ho)b-(--ho)2] =222.68[(1.5-0.85-0.36)3.0-(1.5-0.85-0.36)2] 175.00 KN ＜0.7βhftbm1ho1=0.71.011002.060.36=571.

46、03 KN 滿足要求 （4）基礎底面配筋計算：如圖-28 ①截面1-1； P j1 =βhftbm1ho1+1.25=222.68+1.25 =222.68-13.97=208.71 KN P j2=P jmax +0.65=222.68-7.26=215.42 KN M1=（Pjmax+pj1）（l-at）2（2b+bt） =（222.68+208.71）（3.0-0.5）2（23.0+0.4） =359.49KNm As1=M1/(0.9ho1fy)=359.49106/(0.9710300)=1875mm2 選用17 12（即 12@170）

47、；As=1921mm2 ②截面2-2 M2=（P jmax+ P j2）(l-at1)2(2b+2bt1) =(222.68+215.42)(3.0-1.7)2(23.0+1.7) =118.77KNm A s2=M2/(0.9ho1fy)=118.17106/(0.9360300)=1216mm2 選用11 12即（ 12@250），As=1243mm2 ③截面3-3 M3=(P jmax +P jmin)(b-bt)2(2l+at) =(222.68+189.16)(3.0-0.40)2(23.0+0.5) =377.01KNm A

48、s3=M 3/(0.9ho1fy)=377.01106/(0.9710300)=1966mm2 選用18 12，即（ 12@160），As=2034mm2 ④截面4-4 M4=（Pjmax+Pjmin）(b-bb1)2(2l+at1) =(222.68+189.16)(3.0-1.7)2*(23+1.7) =111.65KNm As4=M4/(0.9ho1fy)=111.65106/(0.9360300)=1149mm2 選用11 12；即（ 12@250） As=1243mm2 綜合以上計算結果，B柱下的獨立基礎基底配筋以 12@160雙向配筋。由于基底邊長72.5m；故鋼筋長度可以減少10%，并均勻交錯布置。