學士某五層框架教學樓

PAGEPAGE16目錄第一章設計任務及要求………（2）第一節(jié)設計原始數(shù)據(jù)………(2)第二節(jié)建筑設計任務及要求…………………（2）第三節(jié)結構設計任務及要求…………………（2）第二章建筑設計…………………（4）第一節(jié)建筑設計總說明………（4)第二節(jié)平面設計………………（5）第三節(jié)剖面設計………………(6）第四節(jié)立面設計………………（7）第三章結構設計…………………（7）第一節(jié)結構方案的選擇及結構布置…………(7）第二節(jié)橫向平面框架的內力計算……………（11）第三節(jié)橫向平面框架的內力組合與配筋計算………………（34）第四節(jié)樓梯設計計算…………（42）第五節(jié)地基基礎設計計算……（44）第六節(jié)細部構件設計計算……（49）第一章設計任務及要求第一節(jié)設計原始數(shù)據(jù)一、工程概況 本結構為五層框架教學樓，建筑面積5000m2。采用現(xiàn)澆鋼筋混凝土結構，設計使用年限為50年。結構安全等級為二級。建筑抗震設防分類為丙類,抗震設計防烈度為7度，設計地震分組為第一組，框架的抗震等級為三級.二、設計條件 根據(jù)地質勘察報告，參照勘察結論和建議，本工程地基基礎設計等級為丙級，基持力層選定為粉質黏土層，該層為褐黃色，呈可塑堅硬壯，質地均勻，網(wǎng)狀裂隙發(fā)育，層內夾有少量呈褐黑色的鐵錳質結核?；撅L壓ω0=0.55KN/m2。地面粗糙度屬B類。余略第二節(jié)建筑設計任務及要求 五層教學樓，余略。具體見圖紙建筑設計總說明（建施—1）。第三節(jié)結構設計任務及要求五層框架結構，余略。具體見圖紙結構設計總說明（結施-1）.第二章建筑設計第一節(jié)建筑設計總說明設計標高:室內設計標高為±0.00，室內外高差600mm。墻身做法：墻身為普通機制磚填充墻, M5水泥沙漿砌筑。內粉刷為混合沙漿底，紙筋灰面，厚20mm，“803"內墻涂料兩度。外粉刷為1：3水泥沙漿底，厚20mm,馬賽克貼面。樓面做法：頂層為20mm厚水泥沙漿找平，5mm厚沙漿加“107"膠水著色粉面層；底層為15mm厚紙筋面石抹底，涂料兩度。面層做法：現(xiàn)澆樓板上鋪膨脹珍珠巖保溫層(檐口處厚100mm,2%自兩側檐口向中間找坡），1：2水泥沙漿找平層厚20mm，二氈三油防水層。門窗做法門廳處為鋁合金門窗,其它均為木門鋼窗。地質資料屬Ⅱ類建筑場地，于略?；撅L壓ω0＝0.55KN/m2，地面粗糙屬于B類.活荷載：屋面活荷載1。5KN/m2：教室樓面活荷載2.0KN/m2;走廊樓面活荷載2.0KN/m2.第二節(jié)平面設計一、建筑總平面布置 見圖紙建筑設計總說明(建施—1)。二、柱網(wǎng)布置（框架結構） 三、建筑平面布置 第三節(jié)剖面設計一、樓層層高與房間凈高樓層層高3。2m,房間凈高2.7m。二、室內外高差室內外高差0.60m三、門、窗寬度及高度門廳處為鋁合金門窗，其它均為木門鋼窗。m1（1000×2100）；m2（1500×2100）；m3（1500×2100）c1（3000，1800）；c2(1800，1800）四、各種用途房間的樓、地面做法及說明頂層為20mm厚水泥沙漿找平，5mm厚1：2水泥沙漿加“107”膠水著色粉面層；底層為15mm厚的紙筋面石灰抹底，涂料兩度。五、屋面構造做法及說明現(xiàn)澆樓板上鋪膨脹珍珠巖保溫層（檐口處厚100mm，2％自兩側檐口向中間找坡），1:2水泥沙漿找平厚20mm，二氈三油防水層。六、內外墻體及細部構造說明墻身為普通機制磚填充墻，M5水泥沙漿砌筑。內粉刷為混合沙漿底，紙筋灰，厚20mm，“803”內墻涂料兩度。外粉刷為1：3水泥沙漿底，厚20mm，馬賽克貼面。第四節(jié)立面設計一、立面設計說明二、外墻面做法第三章結構設計第一節(jié)結構方案的選擇及結構布置一、結構方案的確定全澆鋼筋混凝土框架結構二、基礎類型的確定上部結構荷載不大，且地基比較均勻、地基承載力適中故可選獨立基礎設計.三、結構布置1、柱網(wǎng)尺寸縱向:2＊4500+2＊3500+10*4500橫向:1＊7000+1*3000+1＊70002、平面尺寸平面尺寸為：61000＊17000 初步不設次梁3、變形縫因為縱向尺寸不是很大地質結構比較單一穩(wěn)定,故可不設置變形縫。四、結構基本構件尺寸確定板尺寸：4500＊7000；3500＊7000;4500＊3000；3500＊3000 梁尺寸：過梁250＊600內梁250*400 柱尺寸:邊柱250＊700第二節(jié)板的內力及配筋計算(雙向板）板荷載導算恒荷載計算：屋面恒荷載線標準值計算：20厚1：2水泥沙漿找平0.20＊2。0=0。4kn/m2100厚～400厚（2%找坡）膨脹珍珠巖(0。1+0。14）＊7/2=0.84kn/m2100厚現(xiàn)澆鋼筋混泥土板0.1＊25=2.5kn/m215厚紙筋石灰抹灰抹底0.015＊16=0。24kn/m2屋面恒荷載3。98kn/m2樓面恒荷載線標準值計算：20厚水泥沙漿面層0。20*2.0=0.4kn/m2100厚現(xiàn)澆鋼筋混泥土樓板0。1*25=2.5kn/m220厚紙筋石灰抹灰抹底0.02*16=0。32kn/m2樓面恒荷載3。22kn/m2活荷載計算:1)屋面恒荷載線標準值q=1.5kn/m22）樓面恒荷載線標準值q=2.0kn/m2內力計算屋蓋q=1。2*q恒+1.4＊q活=1。2＊3.98+1。4*1。5=6。88kn/m樓蓋q=1。2*q恒+1。4＊q活=1.2＊3.22+1.4＊2.0=6。66kn/m2配筋計算按彈性雙向板設計；跨中彎距放大0。2倍（×1.2);計算跨度，跨中時L0=LN，邊跨時L0=LN+b；泊松比系數(shù)μc=0。2。1)樓蓋、屋蓋的區(qū)格劃分如下圖所示：1.樓蓋板區(qū)格2。屋蓋板區(qū)格計算書配套CAD圖紙在愛建筑網(wǎng)下載全套畢業(yè)設計盡在愛建筑網(wǎng)HYPERLINK””2)查混泥土上冊p31～33表1.19及計算列表得：A類板lx/ly=0.64k=0。03966kmax=0.00405mx=0.0468my=0.01466mx,max=0。04716my,max=0。01802m`x，=-0。1055m`y,=-0.07784B類板lx/ly=0。64k=0.002386kmax=0.002418mx=0.03712my=0。00726mx，max=0.0374my,max=0.01138m`x,=—0。07996m`y，=—0.05718C類板lx/ly=0。50k=0.00468kmax=0。00741mx=0。0559my=0.0079mx,max=0.0562my,max=0。0135m`x,=-0。1179m`y,=—0.0786D類板lx/ly=0.50k=0。00257kmax=0。00258mx=0.0408my=0。0028mx，max=0.0409my,max=0。0089m`x,=-0。0836m`y,=—0.0569E類板lx/ly=0。67k=0。03966kmax=0.00405mx=0。03608my=0.00826mx,max=0.03642my,max=0.01204m`x,=-0。07872m`y，=-0。0572F類板lx/ly=0。67k=0.002188mx=0。03114my=0.01022m`x，=—0.07536m`y，=—0。05702G類板lx/ly=0。86k=0。00218kmax=0。002276mx=0。02256my=0。02486mx,max=0。02316my，max=0。0280m`x,=—0.06776m`y,=-0.06994H類板lx/ly=0.067k=0。003388kmax=0。0.003498mx=0.01826my=0.03952mx，max=0.01892my,max=0.04276m`x,=-0。07564m`y，=—0。09968I類板lx/ly=0.86k=0.00276kmax=0.00281mx=0.03158my=0.02168mx，max=0.03218my,max=0.02308m`x,=-0。08184m`y，=-0。07296J類板lx/ly=0。86k=0.00165mx=0。0241my=0.01578m`x，=-0。06184m`y,=—0。05493）樓蓋設計計算，列表如下:（見excel梁、柱彎地震組合sheet2表六、水平荷載作用下框架的側移驗算1.風荷載作用下的側移驗算風內力計算（D值法)中的相對線剛度為1時的絕對值為13。35×105E，對C25混凝土,E值為2。8×104N/mm2。由相對Di`值，可得各柱實際Di值,列表如下：公式:Uj=∑Fwk/(0.85）其中：Uj第j層層間相對側移∑Fwk作用于j層以上水平作用標準值之和Dji第j層i柱的側移剛度位置∑Fwk(KN）（KN/mm)△Uj(mm）△Uj/hi限值5層36。03253.650.174層78.66253.650。363層117。41253.650.542層156。16253。650.721層227。87154.861。73頂點位移=3。52水平地震荷載作用下的框架側移驗算與風荷載作用下的側移驗算同，其樓層內的最大彈性層間位移△Ue應滿足△Ue≤〔θe〕h的要求。列表如下位置∑Fwhk（KN)(KN/mm）△Ue（mm）△Ue/hj〔θe〕5層37。07253.650。174層78.66253。650.413層128.02253.650。592層155.75253。650。721層171。65154.860。80第三節(jié)橫向平面框架的內力組合與配筋計算一、框架內力組合計算算以下4種內力組合 =1\*GB3①1.2靜＋1。4活 =2\＊GB3②1.2靜＋1.4風 =3\*GB3③1。2靜＋0。9×(1。4活＋1.4風) =4\＊GB3④1。2靜＋0。7活＋1.3震1、框架梁的內力組合見excel梁、住內力組合表sheet1表2、框架柱的內力組合見HYPERLINK”風載計算.xls"excel梁、住內力組合表sheet2表二、框架梁、柱配筋計算 1)框架梁配筋1。縱向受力鋼筋計算各層框架梁控制截面的彎矩設計值截面位置AB跨B跨A跨中B左B右跨中5層γ0M-180.00194.72—271。55—94.5627。224層γ0M-362。11303.78-468.98—267.3952。593層γ0M-356.38318.28—491。87-291。5652。592層γ0M—343。90340.34—523。49-324。3952.591層γ0M—380.26435。14-468。32—332.4950.392.配筋計算各樓層框架可采用底層框架柱梁的彎矩設計值進行計算配筋,屋面框架梁獨立計算屋面框架梁配筋計算下表：控制截面A左AB跨中B左B右BC跨中γ0M(γREMb）-135146。04-203.66-94.5627.22b×h0250*6002333*600250*600250*5001000＊500ε=1-0。1350.0150。2130.136.0009As=fcbh0ε/fy6696941056562149實配鋼筋420(1256）樓面框架梁配筋計算下表：控制截面A左AB跨中B左B右BC跨中γ0M(γREMb)—380。26326.36-351.24—249。3737。79b×h0250*6002333*600250＊600250*5001000＊500ε=1-0。4620。0330。4130.4260。013As=fcbh0ε/fy2280152720481760215實配鋼筋622（2281）注：fc=11。9N/mm2fy=fy`=360N/mm2（HRB400級）跨中按T型計算3。斜截面受剪承載力計算=1\＊GB3①剪力設計值截面位置屋面梁一層梁γ0VγREVγ0VγREVA177。6296.73B左142。92301。62B右40.58303。65=2\＊GB3②截面尺寸驗算由表知，整體而言截面尺寸基本由抗震要求控制因為l0/h>2.5，由hvy=h0=600-35=565mm所以hw/b=565/250〈4(為厚腹梁）0.25βcfcbh0=0。25*100*11.9*250*600=357KN>γREVb故滿足要求=3\＊GB3③抗剪計算各梁均?。é肦EVb）max=303.65KN驗算是否需要配置箍筋0.7ftbh0=0.7＊1.27*250*565=125.57KN〈V=303.65KN故需配置箍筋。若選用Φ10＠130，則0。7ftbh0+1。25fyvAsvh0/s=0。7*1.27＊250*565+1。25＊210*2＊78。54*565/130=304。77KN〉303。65KN(滿足）配筋率ρsv=nAsv1/（bs）=2＊78.54/（250*130)=0.48%最小配筋率ρsv，min=0.24ft/fyv=0。24*1.27/210=0。145%〈ρsv（滿足)所以，選Φ10@130雙肢箍，參考抗震構造要求，在支座加密區(qū)取s=100mm4.梁截面配筋圖：2）框架柱配筋1.五層柱=1\*GB3①縱向受力鋼筋計算=1\*alphabetica。A柱(b×h=500*500）選用HRB400級鋼筋（fy=fy`=400N/mm2，ξb=0。517)C25混凝土，對稱配筋Nb=αξbfcbh0=1。0＊0。517*11。9＊500＊500*565=1390.42KN以區(qū)分大小偏壓均屬于大偏心受壓(N〈Nb）A上端：(74.09，191.53）;(94。73,163。21）；（107.86，196.34）；（179.99，332.79）（158.39，266。23）A下端：（69。38，212.39)；（180.18，184。06）；(87。53，217.19）;（175。12，353。65)(161。11，282.92)按三級抗震等級要求,柱下端彎矩乘以系數(shù)1。15，柱上端彎矩乘以1。1,其中抗震調整系數(shù)γRE=0。8，調整后的數(shù)據(jù)如上紅色所寫。配筋計算如下表：見HYPERLINK”風載計算.xls”excel柱配筋表表②斜截面受剪計算=1\*alphabetica。剪力值計算框架柱的剪力主要是由水平作用產生，多層框架結構考慮地震作用組合的剪力往往在抗剪力計算中起控制作用。據(jù)此可根據(jù)內力組合④計算柱斜截面受剪。VγREVA柱118。05100。34B柱112.0835.77注:按強剪力弱彎原則γRE=0.5，V=1。1(MrMl）/Hb。受剪截面要求（剪壓比驗算）A柱：0。2βcfcbh0=0.2*1.0＊11。9＊500＊465=553.35〉γREVAA柱：0.2βcfcbh0=0。2＊1。0＊11。9*500*465=553.35>γREVA均滿足要求c。箍筋計算A柱:0.3fcA=0.3＊11。9*500＊500=892.5KN〉N=353。65KN剪跨比λ=Hn/2h0=（3200-500)/2＊465=3取λ=3由公式：γREV≤1。75*ftbh0/（λ+1。0）+1.0fyvAsvh0/s+0.07N∴Asv/s=(100340-1.75*1。27*500＊465-0。07＊353650）/(1.0＊210＊465）＜0，由構造規(guī)定。B柱:按A柱步驟計算，同樣由構造規(guī)定.d.箍筋構造計算加密區(qū)長度：A/B柱≥h=500mm；≥Hn/6=2700/6=450mm均取500在±0.00上下600mm范圍也同樣加密。直徑：d≥8,取d=10mm間距：柱根處100mm，其余100mm肢距：不大于250mm和20倍箍筋直徑(200mm）③配筋圖及體積配筋率驗算A柱：全部縱向鋼筋配筋率ρ=（1256+628）＊2/（500*500）=1。5%＞0。6％B柱:ρ=（534+628）*2/(500*500）=0.93%＞0.6％均滿足。2。四層柱=1\*GB3①縱向受力鋼筋計算配筋計算見HYPERLINK”風載計算.xls"excel柱配筋表表②斜截面受剪計算VγREVA柱153.77123。02B柱117。96100。27注：按強剪力弱彎原則γRE=0.5，V=1.1(MrMl）/H經(jīng)計算受剪截面滿足要求。箍筋計算均由構造決定。箍筋構造要求與第五層同?、叟浣顖D及體積配筋率驗算與第五層同!3。三層柱=1\*GB3①縱向受力鋼筋計算配筋計算見HYPERLINK”風載計算。xls”excel柱配筋表表②斜截面受剪計算VγREVA柱159.58135。64B柱140。97119.82注：按強剪力弱彎原則γRE=0.5，V=1。1（MrMl）/H經(jīng)計算受剪截面滿足要求.箍筋計算均由構造決定。箍筋構造要求與第五層同!③配筋圖及體積配筋率驗算與第五層同！4。二層柱=1\*GB3①縱向受力鋼筋計算配筋計算見HYPERLINK”風載計算。xls"excel柱配筋表表②斜截面受剪計算VγREVA柱171。51145.78B柱162.42138。06注：按強剪力弱彎原則γRE=0.5，V=1。1(MrMl)/H經(jīng)計算受剪截面滿足要求。箍筋計算均由構造決定。箍筋構造要求與第五層同!③配筋圖及體積配筋率驗算A柱：ρ=（1964+628）＊2/（500*500）=2.07%＞0.6％B柱:ρ=3695*2/（500*500）=2。96%＞0.6%且35*2+28*6+35*5=413＜500mm均滿足。5.底層柱=1\＊GB3①縱向受力鋼筋計算配筋計算見HYPERLINK”風載計算.xls"excel柱配筋表表②斜截面受剪計算VγREVA柱118.22100.49B柱122。41104。05注：按強剪力弱彎原則γRE=0。5,V=1.1(MrMl）/H經(jīng)計算受剪截面滿足要求。箍筋計算均由構造決定。箍筋構造要求與第五層同?、叟浣顖D及體積配筋率驗算與第2層同！第四節(jié)樓梯設計計算一、樓梯結構形式選擇按板式樓梯設計。層高h=3.2m，設踏步高145mm①確定踏步數(shù)N=H/h=3200/145=22步取b=300mm取每段為11步，踏步尺寸為b＊h=300＊145=43500=2\*GB3②梯段長LL=（11—1）*300=3000mm=3\＊GB3③確定樓梯段寬B，取開間4.5B=（4500—240—C）/2=2130-C/2取樓梯段寬為2000mm，∴C=260mm=4\*GB3④確定進深LL=200+（11-1）＊300=5000mm=5\*GB3⑤確定平臺寬D≥B，取D=B=200mm二、內力及配筋計算樓梯計算層高3.2m，踏步尺寸145*300mm，板傾斜度tgα=1400/300=0。467cosα=1.0板厚130mm取1m寬板計算,砼用C25（fcm=119N/mm2）荷載計算恒載：水磨石面層(0.3+0。14）＊0。65/0.3=0.945kn/m2三角形踏步0.5＊0.3*0。14＊25/0。3=1。75kn/m2斜板0。13*25/1。0=3.25kn/m2底板抹灰0。02*17/1。0=0。34kn/m2樓梯板恒荷載6.32kn/m2活載：3.5kn/m2所以 P=1.2＊6。32+1。4*3.5=12。48kn/m截面設計板面計算跨度ln=3.2m彎矩設計值M=0.1P＊ln2=0.1*12。48*3.22=12.78kn/mh0=130-20=110vmmαs=M/（fcnbh02）=12。78*106/（11.9*1000*1102）=0.089∴ξ=1-=0。093As=ξfcmbho/fy=0.093*11.9＊1000＊110/210=579.7mm2選Φ10@130As=604mm2平臺板設計設平臺板厚h=70mm，取1m寬板帶計算恒載：水磨石面層0。65kn/m270厚砼板0.07＊25=1。75kn/m2底板抹灰0。02＊17/1。0=0.34kn/m2平臺板恒荷載6.32kn/m2活載：3.5kn/m2所以 P=1。2*2.74+1.4＊3.5=8.19kn/m選Φ8@130As=387mm2平臺梁計算設平臺梁截面200*350mm=1\*GB3①荷載計算恒載：梁自重0.2*（0。35-0。07）＊25=1.4kn/m2梁側粉刷0。02*（0。35-0.07）＊2*17=0.19kn/m2平臺板傳來2。74＊2。0/2=2.74kn/m2樓梯板傳來7。15＊3。2/2=11.44kn/m2平臺梁恒荷載15。77kn/m活載：3。5＊（3.2/2+2。0/2）=9.1kn/m所以P=1。2*15。77+1。4＊9。1=31.66kn/m=2\＊GB3②截面設計計算跨度l0=1.05ln=1。05＊（2.0*2+0.2）=4。41m內力設計值：M=Pl02/8=31.66＊4。412/8=76.97KN.mV=Pln/2=31。66*4。5/2=71。24KN截面按倒L行計算：bf`=b+sh`f=200+5＊70=550mmh0=350—35=315mmfcmbf`hf`（h0—0。5hf`)=11。9*550＊70*（31.5-0。5＊70）=128.28KN。m大于M=76。97KN。m∴屬于第一類型截面αs=M/（fcnb`fh02）=76.97*106/(11。9*550＊315*315）=0。119∴ξ=1—=0。127采用=2\*ROMANII級鋼筋As=ξfcmbf`ho/fy=0。127*11。9＊550＊315/310=844。62mm選220+118,As`=387mm2=3\＊GB3③斜截面承載力計算：0。07fcbh0=0.07*11。9＊200＊315=52.48KN＜V=71。24KN0.1fcbh0=0。1*11.9＊200*315=74.97KN＜V=71。24KN滿足第五節(jié)地基基礎設計計算基礎型式選擇上部結構荷載較小，地基基礎條件較好，故采用獨立基礎.二、荷載計算場地為=2\*ROMANII類，主要受力層范圍不在軟弱粘性土層，上部結構為超過8層，高度在25m以下的一般民用框架房屋,故不進行抗震承載力驗算。則底層柱傳至基礎頂部的作用效應僅取非抗震設計的作用效應。位置A柱B柱標準組合值（MK,NK，VK)（16。47，1116。62,14。9)（170.74,1155.13，71.47）（173.82,1291.82，73.92）（14.64,1333.53，13。26）(185。04,1274。62，84.35）（187。64,1479。65，86.41)基本組合值（MK,NK）(20.338，1367.36)（236.36，1421。2）（218。21，1568.9）（18。09,1641.21）（256。65,1558.77）（235。7,1796。65）1.基礎底面積和底面尺寸確定設基礎頂面距±0.00為1.1m，柱鋼筋最大直徑為28mm，HRB400級，基礎砼強度等級選為C25,柱鋼筋的錨固長度取laE=1。05la=1.05*40*28=1176mm,考慮鋼筋保護層厚度，取基礎高度h=1300mm,則基礎自±0.00開始的埋深為2.4m，計算時取fa=200KPa ①A柱基礎由于邊柱彎矩較大，先按軸心受壓計算時將軸力值擴大1。3倍，采用NK=1291。82,則由公式A≥αNK/（fa-20d）=1.3*1291.82/（200-20*2.4）=10.9m2取a/b=1.2則a=3600mm,b=3000mm按偏心受壓驗算：W=ba2/6=3.0＊3.6*3。6/6=6.48m3A=10.8m2由公式PK，max=NK+GK/A+MK++VKh/W和上式表中的內力標準值計算列表如下:內力組合值①②③PK,max137。85185.14199。14注：GK=（3.6＊3*1。3+0.5＊0。5*1。0）＊20=285.8KN經(jīng)計算，各組內力組合值均滿足PK，max＜1。2fa=240KN/m2的要求①B柱基礎內柱基礎彎矩小而軸力大,故按軸心受壓初步選基礎面積時，將軸力擴大1。2倍，采用A≥αNK/（fa—20d）=1.2*1479。65/（200-20＊2。4）=11.5m2取a/b=1。1則a=3600mm，b=3200mm按偏心受壓驗算:W=ba2/6=3。2*3。6＊3.6/6=6。91m3A=11。52m2由公式PK，max=NK+GK/A+MK++VKh/W和上式表中的內力標準值計算列表如下：內力組合值①②③PK，max148.72165.15210.79注：GK=（3。6*3*1。3+0。5*0.5*1。0）*20=285。8KN經(jīng)計算，各組內力組合值均滿足PK，max＜1。2fa=240KN/m2的要求三、基礎尺寸確定四、內力及配筋計算①A柱基礎柱根處計算長向Ⅰ-Ⅰ:PⅠs=（Ps，max+PsⅠ)/2=172。68—（172。68-53。07）＊1.55/3。6=121。18KPaPs=（PⅠs+Ps,max)/2=(121。18+172。68）/2=149.93KPaMⅠ=Ps(a—hc）2（2b+bc)/24=149。93*3.12＊6。5/24=390。22KN.m短向Ⅱ-Ⅱ：Ps=（Ps,max+Ps,min）/2=（172。68+53。07）/2=112.88KPaMⅠⅠ=Ps（a—hc)2(2b+bc）/24=112。88＊2.52*7。7/24=226.35KN.m其中h0=1300-50=1250vmm由公式AsⅠ=MⅠ/(0.9fyh0）=390。22＊106/(0.9＊300＊1250）=1156mm2選248＠110，As=1206mm2AsⅡ=MⅡ/<0。9fy（h0—10）〉=226.35＊106/（0。9*300*1240）=676mm2選158@200，As=754mm2①B柱基礎柱根處計算長向Ⅰ-Ⅰ：PⅠs=Ps,max+Ps,min)/2=129.06KPaPs=（PⅠs+Ps,max)/2=156。71KPaMⅠ=Ps（a-hc）2（2b+bc）/24=432。97KN。m短向Ⅱ-Ⅱ：Ps=（Ps，max+Ps，min）/2=（184.36+55.92）/2=120。14KPaMⅡ=Ps（a-hc)2(2b+bc）/24=280。99KN。m其中h0=1300—50=1250vmm由公式AsⅠ=MⅠ/（0。9fyh0）=432。97＊106/(0.9*300＊1250）=1283mm2選1710@200，As=1335mm2AsⅡ=MⅡ/〈0.9fy(h0-10）>=280.99*106/（0。9*300＊1240）=839mm2選178＠170，As=855mm2基礎高度沖切驗算A柱基礎高度沖切計算按圖基礎尺寸，第三階可不進行驗算（∵破壞錐面落在第三階以外。）計算基礎板底凈反力利用公式ps,max=NK/A+（MK+VKh）/Wps，min=NK/A-（MK+VKh）/W①②③ps,max11.39158.68172.68ps,min8。2239.0753.071)第二階處計算：h0=900-50=850mmbt=1。1m，bb=bt+2h0=2.8mAl=(1.15-0.9)*3。0—（）2=0.74m2bm=(bt+bb）/2=（1.1+2。8)/2=1.95m則Fl=psAl=172.68*0.74=127.78KN＜0。7βhftbmh0=0。7＊0.96＊1。27＊1。95＊0.85*103=1414.58KN滿足！2)第一階處計算：h0=500-50=450mmbt=1.9m，bb=bt+2h0=2。8mAl=(0。65—0.5）*3.0—（）2=0。44m2bm=(bt+bb)/2=（1。9+2。8）/2=2.35m則Fl=psAl=172。68*0。44=75.98KN＜0。7βhftbmh0=0。7*0.96＊1。25*2.35＊0.45*103=888.3KN滿足！B柱基礎高度沖切計算按圖基礎尺寸,第三階可不進行驗算（∵破壞錐面落在第三階以外。）計算基礎板底凈反力利用公式ps，max=NK/A+（MK+VKh）/Wps，min=NK/A—（MK+VKh）/W①②③ps,max122。29138.72184。36ps，min-6.1510.2855。921)第二階處計算：h0=900-50=850mmbt=1.1m，bb=bt+2h0=2。8mAl=（1。15-0.9）＊3.6—（）2=0.74m2bm=（bt+bb）/2=（1.1+2。8）/2=1.95m則Fl=psAl=184.36＊0。74=136。42KN＜0.7βhftbmh0=0.7*0。96＊1。27*1。95*0.85*103=1414。58KN滿足！2)第一階處計算:h0=500-50=450mmbt=2。3m，bb=bt+2h0=3。2mAl=0。5*（2。3+3。2）*（）2=1。24m2bm=（bt+bb）/2=2.75m則Fl=psAl=184。36*1.24=228。61KN＜0。7βhftbmh0=0.7*0。96＊1。27*2.75*0.45＊103=1056。13KN滿足!第六節(jié)細部構件設計計算一、懸挑構件內力與配筋計算