1、第一章 設計任務及要求1.1設計原始資料一、工程概況本建筑位于xx市xx區(qū)，南臨xx路、東臨xx公路，是一幢三層框架結(jié)構(gòu)的辦公樓，梁、板、柱均采用現(xiàn)澆。二、設計條件1.地質(zhì)條件本工程為7度設防，地震加速度為0.1g，基礎類別為丙類，結(jié)構(gòu)安全系數(shù)為1.0。本工程場地土為上海IV類場地土。2.氣象基本風壓：Wo=0.55KN/基本雪壓：So=0.20KN/地面粗糙度屬于B類。1.2建筑設計任務及要求一、任務及要求主要完成一幢消防中隊三層辦公樓的建筑設計施工圖，其中包括建筑平面圖、立面圖、剖面圖及部分節(jié)點詳圖。1.3結(jié)構(gòu)設計任務及要求一、任務及要求1.結(jié)構(gòu)布置2.確定梁、柱截面尺寸3.荷載計算4.一

2、榀框架抗震設計計算5.一榀框架風荷載設計計算6.一榀框架恒荷載設計計算7.一榀框架活荷載設計計算8.一榀框架內(nèi)力組合9.一榀框架框架配筋10.樓板計算11.次梁計算12.樓梯計算13.一榀框架基礎計算14.結(jié)構(gòu)設計施工第二章 結(jié)構(gòu)布置2.1結(jié)構(gòu)平面布置本次結(jié)構(gòu)計算假設本工程采用橫向框架承重的方案，梁、柱布置示意如下：2.2確定計算框架簡圖本次結(jié)構(gòu)計算選取一榀框架進行計算，選取6軸進行計算，計算簡圖如下：第三章 梁、柱截面尺寸3.1柱截面尺寸確定一、確定混凝土強度等級框架柱采用C30的混凝土C30混凝土 fc=14.3N/mm2 ft=1.43 N/mm2一、 確定柱截面尺寸假設豎向荷載標準值為

3、20KN/,恒荷載、活荷載綜合分項系數(shù)為1.25，則底層內(nèi)中柱軸力設計值N估為：N=1.25204.5（）4=3375KN（0.90.95） A250000mm2 236842mm2采用方形截面，則bc=hc=500 487因底層層高較高,底層柱截面取500500 。其余柱截面取400500 。3.2梁截面尺寸確定一、確定混凝土強度等級框架梁采用C30的混凝土C30混凝土 fc=14.3N/mm2 ft=1.43 N/mm2二、確定梁截面尺寸橫向框架梁：跨度為8.5m 取300750縱向次梁：跨度為4.5m 取200450第四章 荷載計算4.1樓面及屋面荷載樓面荷載計算 恒載現(xiàn)澆板(150mm

4、、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厚水泥砂漿): 1720.02=0.68 kN/m2地磚: 0.65 kN/m2合計： 5.08(4.83；4.58，4.33) kN/m2取值： 5.1 （4.9；4.7） kN/m2 活載餐廳、走廊： 2.5 kN/m2廚房、衛(wèi)生間： 4.0 kN/m2會議室、宿舍、辦公室： 2.0 kN/m2多功能廳、活動室： 4.0 kN/m2屋面荷載計算 恒載不上人保溫屋面： 現(xiàn)澆板(130mm厚)： 0.1325=3.25 kN/m2 35厚C20細石混凝土找平層

5、： 0.3525=0.875 kN/m2 25厚擠塑板保溫層： 0.20 kN/m2 20厚水泥砂漿找平層: 200.020=0.40 kN/m2 防水層： 0.40 kN/m2 粉頂: 0.40 kN/m2 合計： 5.525 kN/m2上人保溫屋面（平屋面）： 現(xiàn)澆板(150、140mmmm厚)： 0.15(0.14)25=3.75(3.5) kN/m2 25厚擠塑板保溫層： 0.20 kN/m2 20厚水泥砂漿找平層: 200.020=0.40 kN/m2 防水層： 0.40 kN/m2 粉頂: 0.40 kN/m2 吊頂： 0.5 kN/m2合計： 5.65(5.4) kN/m2 取值

6、： 6.5 kN/m2活載 不上人屋面： 0.5 kN/m2上人屋面： 2.0 kN/m2 4.2梁間恒荷載外墻恒荷載計算外填充墻采用250厚混凝土空心砌塊，按重度11.8kN/m2計算。 250厚墻體： 混凝土砌塊： 0.2511.8 =2.95 kN/m2 墻面抹灰(單面20mm厚)： 0.342 =0.68 kN/m2 合計： 3.63 kN/m2 取值： 4.0 kN/m2一、底層外墻恒荷載 4.0x(5.6-0.6)=20 kN/m二、二,三層外墻恒荷載4.0x(3.6-0.6)=12 kN/m內(nèi)墻恒荷載計算內(nèi)填充墻采用200厚加氣混凝土砌塊，按重度7.5kN/m2計算。200厚墻體

7、： 混凝土砌塊： 0.2010 = 2.0 kN/m2 墻面抹灰(單面20mm厚)： 0.342 = 0.68 kN/m2 合計： 2.68 kN/m2 取值： 3.0 kN/m2一、底層內(nèi)墻恒荷載3.0x(5.6-0.6)=15 kN/m二、二，三層內(nèi)墻恒荷載3.0x(3.6-0.6)=9 kN/m第五章 抗震設計計算5.1 Gi計算公式Gi=各層荷載1.各層墻重（1）女兒墻：3.8119.8= 455.24KN（2）三層墻：外墻：（22-0.59）x12=1278KN內(nèi)墻：(13x5+3.85x3+5.1+5.0+0.8x2+2.2+4.5x7+5+1.2+1.35x3+1.0x4)x9=

8、136.2x9=1225.8 KN女兒墻：3.830.1= 114.4K三層墻總重：12781225.8114.4=2618.2 KN（3）二層墻：外墻：22-0.511）x12=1482KN+1.35x3+1.2x2+2.6x21.8)x9=209.75x9=1887.752KN女兒墻：3.8（14.824.5）= 149.34 KN二層墻總重：14821887.856.2=3519.1 KN（4）一層墻：外墻：36）x20 =2576KN內(nèi)墻：124.55 x15=1868.25KN一層墻總重：25761868.25=4444.3 KN2.各層梁板重（1）屋面梁板：屋面板：6.5x658.

9、2=4278.3 KN0.25x0.44x(4 x27=43.917x27=1185.8 KN屋面梁板總重：4278.31185.8=5464.1 KN（2）三層梁板：三層板：658.24.9386.5=3472.18 KN三層梁：1185.80.25x0.43x7.5x3+0.3x0.53x7.1x2+0.3x063x13.7x25=1185.8+52.825x27=2612.1 KN三層梁板總重：3472.182612.1=6084.3 KN（3）二層梁板：二層板: 755.34.9(69.7554.8)6.5=4510KN二層梁: 2612.1+0.35x0.457.5+0.3x0.45

10、x7.5+0.2x0.33x7.2+0.3x0.48x7.2x27=2612.1+3.706x27=2712.2 KN二層梁板總重：45102712.2=7222.2 KN3.各層柱重（1）三層柱：（0.50.5+0.40.535）3.627=704.7KN（2）二層柱：（0.50.5+0.40.538）3.627=763.02KN（3）一層柱：（0.50.531+0.40.510）527=1316.25KN4.各層活荷載（1）屋面：658.20.5=329.1KN（2）三層：372.83285.42.5+91.62.0=2015.1KN（3）二層： 755.32.5(69.7554.8)2=

11、2137.35KN5.1.2各層重力荷載代表值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+（3519.1763.02+4444.3+1795.2）/2=14380.9KN5.2 框架剛度計算Ec(KN/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4邊框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 3

12、7384.62 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層KDi柱數(shù)量底層中柱3.34 0.72 7678.21 8.00 K=ib/ic底層邊柱1.34 0.55 5881.58 8.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.00 0.63 6674.12 8.00 Di=*ic*12/h2D20233.91 2層中

13、柱2.68 0.57 18424.78 8.00 K=ib/ic2層邊柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)2層邊柱1.61 0.45 14329.02 8.00 Di=*ic*12/h2D44004.70 3層中柱42.68 0.57 18424.78 8.00 K=ib/ic3層邊柱1.08 0.35 11250.90 8.00 =k/(2+k)3層邊柱1.61 0.45 14329.02 8.00 Di=*ic*12/h2D44004.70 Ec(KN/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4邊框架梁Ib=1.5 I0 （m

14、4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱寬m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層KDi柱數(shù)量底層中柱14.97 0.7

15、8 8378.55 1.00 K=ib/ic底層中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底層中柱3 20.63 0.93 7975.25 1.00 底層邊柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱17.72 0.92 7891.62 1.00 Di=*ic*12/h2D38678.74 2層中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic2層中柱22.95 0.60 19157.88 1.00 2層中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 2層邊柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+

16、k)2層邊柱1.08 0.35 11250.90 1.00 Di=*ic*12/h2D98836.93 3層中柱13.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic3層中柱22.95 0.60 19157.88 1.00 3層中柱313.26 0.87 27937.39 1.00 3層邊柱2.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)3層邊柱11.39 0.85 27348.31 1.00 Di=*ic*12/h2D114934.34 Ec(KN/m2)30000000 梁寬m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4邊框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib

17、=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30 0.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 7.30 0.01 0.02 65014.98 0.30 0.75 1.20 0.01 0.02 395507.81 柱寬m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層KDi柱數(shù)量底層中柱14.97 0.78 837

18、8.55 1.00 K=ib/ic底層中柱23.67 0.74 7852.18 1.00 底層中柱3 400x50020.63 0.93 7975.25 1.00 底層邊柱400x5004.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱40050017.72 0.92 7891.62 1.00 Di=*ic*12/h2D38678.74 2層中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic2層中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 2層中柱3-400x50013.26 0.87 27937.39

19、1.00 2層邊柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 =k/(2+k)2層邊柱400x5001.08 0.35 11250.90 1.00 Di=*ic*12/h2D98836.93 3層中柱1-400x5003.99 0.67 21420.37 1.00 K=ib/ic3層中柱2-400x5002.95 0.60 19157.88 1.00 =k/(2+k)3層中柱3-400x5007.57 0.79 25429.67 1.00 3層邊柱400x5002.92 0.59 19070.38 1.00 D85078.31 Ec(KN/m2)30000000 梁寬m梁高m

20、跨度 L（m） I0=bh3/12 m4邊框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.75 6.50 0.01 0.02 73016.83 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層KDi柱數(shù)量底層中柱4.62 0.77 8256.82 1.00 K=ib/ic底層邊柱2.62 0.68

21、 7207.93 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.00 0.63 6674.12 1.00 Di=*ic*12/h2D22138.86 Ec(KN/m2)30000000.00 梁寬m梁高m跨度 L（m） I0=bh3/12 m4邊框架梁Ib=1.5 I0 （m4） ib=EcIb/L（KNm） 0.30 0.60 2.40 0.01 0.01 101250.00 0.30.60 6.50 0.01 0.01 37384.62 0.30 0.75 8.50 0.01 0.02 55836.40 柱寬m柱高mm跨高HI0=bh3/12 m4ic=EcIb/H（KNm） 0.50

22、 0.50 5.60 0.01 27901.79 0.40 0.50 5.60 0.00 22321.43 0.40 0.50 3.60 0.00 34722.22 層KDi柱數(shù)量底層中柱16.21 0.82 6980.98 1.00 K=ib/ic底層中柱24.18 0.76 6466.98 1.00 底層邊柱4.54 0.77 6581.14 1.00 =(0.5+k)/(2+k)底層邊柱2.50 0.67 5695.17 1.00 Di=*ic*12/h2D25724.26 2層邊柱1.61 0.45 14329.02 1.00 =k/(2+k)2層邊柱1.61 0.45 14329.0

23、2 1.00 Di=*ic*12/h2D28658.04 橫向框架頂點位移層次GiGiDi層間相對位移i3.00 7682.30 7682.30 552050.22 0.0139 0.1661 =Gi/Di2.00 11901.90 19584.20 578369.48 0.0339 0.1522 1.00 14380.90 33965.10 287091.91 0.1183 0.1183 5.3 自振周期假設頂點側(cè)移結(jié)構(gòu)自振周期折減系數(shù)=0.9T1=1.7=1.70.9=0.623s5.4多遇水平地震作用計算設防烈度7度，IV類場地下，設計地震分組為第一組 1=(Tg/ T1)0.9max=

24、（0.65/0.623）0.90.08=0.075結(jié)構(gòu)總水平地震作用效應標準值為：FEK=1GEG=0.0750.8533965.1=2165KN5.5框架各層地震力及彈性位移層次hiHiGiGiHiGI/GiHiFIVi3.00 3.60 12.80 7682.30 98333.44 0.34 738.27 738.27 2.00 3.60 9.20 11901.90 109497.48 0.38 822.09 1560.37 1.00 5.60 5.60 14380.90 80533.04 0.28 604.63 2165288363.96 層次層間剪力Vi（KN）層間剛度Di（KN/m）

25、u層間位移=Vi/Di（m）ui(m)層高H（m）層間相對彈性轉(zhuǎn)角e3.00 738.27 552050.22 0.0013 0.0116 3.60 0.0004 2692 e=u/H2.00 1560.37 578369.48 0.0027 0.0102 3.60 0.0007 1334 1.00 2165.00 287091.91 0.0075 0.0075 5.60 0.0013 743 1/550 滿足規(guī)范要求5.6水平地震作用下框架內(nèi)力分析梁的彎矩：以使桿件下側(cè)受拉者為正。柱的彎矩：以使桿件順時針轉(zhuǎn)動者為正。梁端剪力：以向上者為正。柱的軸力：以壓力為正，拉力為負。地震力層Di層間剛度

26、Di（KN/m）Di/Di層間剪力Vi（KN）剪力Vij（KN)底層中柱B7678.21 287091.91 0.0267 2165.00 57.90 底層邊柱A5881.58 0.0205 44.35 底層邊柱C6674.12 0.0232 50.33 2層中柱B18424.78 578369.48 0.0319 1560.37 49.71 2層邊柱A11250.90 0.0195 30.35 2層邊柱C14329.02 0.0248 38.66 3層中柱B18424.78 552050.22 0.0334 738.27 24.64 3層邊柱A11250.90 0.0204 15.05 3層

27、邊柱C14329.02 0.0260 19.16 柱彎矩計算y0y1y2y3y層高Hy*HV(KN)M下(KN.M)M上(KN.M)底層中柱B0.52 00.00 00.52 5.60 2.89 57.90 167.31 156.93 底層邊柱A0.58 00.00 00.58 3.26 44.35144.79 103.57 底層邊柱C0.55 00.00 00.55 3.08 50.33155.02 126.83 2層中柱B0.48 0.00 0.00 0.00 0.48 3.60 1.73 49.71 85.90 93.06 2層邊柱A0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.

28、62 30.3549.17 60.09 2層邊柱C0.45 0.00 0.00 0.00 0.45 1.62 38.6662.63 76.55 3層中柱B0.43 0.00 00.00 0.43 3.60 1.55 24.64 38.14 50.56 3層邊柱A0.35 0.00 00.00 0.35 1.26 15.0518.96 35.22 3層邊柱C0.38 0.00 00.00 0.38 1.37 19.1626.28 42.70 梁彎矩、剪力、軸力計算頂部節(jié)點：M梁 =- M柱一般邊節(jié)點：M梁 =-（ M上柱 + M下柱）中節(jié)點：M梁左 =-（M上柱 + M下柱）i左梁/（i左梁 +

29、 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）=0.4 i右梁/（i左梁 + i左梁）=0.6M3AB =35.22 KNMM3BA =20.22 KNMM3BC =50.56x0.6=30.34 KNMM3CB =42.7 KNMM2AB =18.96+60.09=79.05 KNMM2BA =(38.14+93.06)0.4=52.48 KNMM2BC =(38.14+93.06)0.6=78.72 KNMM2CB =26.28+76.55=102.8

30、3 KNMM1AB =49+103.57=152.57 KNMM1BA =(85.9+156.93)0.4=97.13 KNMM1BC =(85.9+156.93)0.6=145.7 KNMM1CB =62.63+126.83=189.46 KNMV3AB =-V3BA = (35.22+20.22) /6.5 = 8.5 KNV3BC =-V3CB = (30.34+42.7) /8.5 = 8.6 KNV2AB =-V2BA = (79.05+52.48) /6.5= 20.24 KNV2BC =-V2CB = (78.72+102.83) /8.5 = 21.34 KNV1AB =-V1

31、BA = (152.57+97.13) /6.5 = 38.42 KNV1BC =-V1CB = (145.7+189.46) /8.5 = 39.42 KNN3A =-8.5 KNN3B =8.5-8.6=-0.1 KNN3A =-8.6 KNN2A =-（8.5+20.24）=-28.74 KNN2B = 8.5+20.24-8.6-21.34=-1.2 KNN2c = -(8.6+21.34)=-29.94 KNN1A =-（8.5+20.24+38.42）=-67.16 KNN1B = 8.5+20.24+38.42-8.6-21.34-39.42=-2.20KN N1C = -（8.

32、6+21.34+39.42） =-69.36 KN第六章 風荷載設計計算6.1風荷載計算 當計算主要承重結(jié)構(gòu)時，風壓標準計算公式為： 當計算圍護結(jié)構(gòu)時，風壓標準計算公式為： W=Bgzuzuswo-高度z處的風振系數(shù)-風壓高度變化系數(shù)（查表）-風荷載體型系數(shù)（查表）Bgz-高度Z處的陣風系數(shù)us局部風壓體形系數(shù)（查表） 因結(jié)構(gòu)高度H V=93KN8.3屋面次梁計算1.L4計算：（1）荷載計算樓面荷載：7.42KN/M2次梁自重：0.20.4525x1.2=2.7KN/M樓面荷載設計值：(0.34x4.1+0.438x2.4)x7.42=18.14 KN/M次梁荷載設計值：p=2.7+18.14

33、=20.8 KN/M（2）內(nèi)力計算V=0.606Pl0=0.60620.84.5=56.7 KNM1=0.078Pl02=0.07820.84.52M0=-0.105Pl02=-0.10520.84.52（3）配筋計算查表得C30時梁的混凝土保護層最小厚度為故設，則h0=450-35=415mm由混凝土和鋼筋等級，可查表得：fy=360N/2 fC=14.3N/2 ft=1.43N/2 支座鋼筋：s=M/1fch02b=（44.2106）/(114.32004152)=0.09As=M/fyrsh0=（44.2106）/（3600.95415）=311mm2選配218，As=509 mm2跨中

34、鋼筋：s=M/1fch02b=（32.9106）/(114.32004152)=0.07As=M/fyrsh0=（32.9106）/（3600.96415）=229mm2選配216，As=402 mm2配置箍筋，則斜截面受剪承載力：=0.71.43200415+1.25210415100.6/200=137.9KN V=56.7KN第九章 恒、活荷載設計計算9.1屋面框架荷載計算（1）AB梁a.框架梁自重：0.30.6525+2（0.65-0.12）0.0220=5.42 KN/m b.樓面恒載：5.85/84.1X2=29.7KN/M5.85/82.4X2=17.4KN/Mc.L4傳來的恒載

35、：56.7/1.25=45.4KNd.樓面活載：0.55/84.1X2=2.6KN/M0.55/82.4X2=1.5KN/Me.L4傳來的活載：=11.3KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.30.7525+2（0.75-0.12）0.0220+0.3X0.02X20=6.25 KN/m b.樓面恒載：5.80.426x5x2=24.7KN/Mc.樓面活載：0.50.426x5x2=2.13KN/M9.2二,三層框架荷載計算（1）AB梁a.框架梁自重：0.30.6525+2（0.65-0.12）0.0220+0.3X0.02X20=5.42 KN/m b.樓面恒載：4.95/84.1X2=25.

36、11KN/M4.95/82.4X2=14.7KN/Mc.填充墻恒載：9KN/Md.L4傳來的恒載：93/1.25=74.4KNe.樓面活載：2.55/84.1X2=12.8KN/M2.55/82.4X2=7.5KN/Mf.L4傳來的活載：93-74.4=18.6KN（2）BC梁a.框架梁自重：0.30.7525+2（0.75-0.12）0.020=6.25 KN/m b.樓面恒載：5.10.426x5x2=21.7KN/Mc.樓面活載：2.00.426x5x2=2.13KN/M9.3計算簡圖及框架內(nèi)力計算 第十章 內(nèi)力組合10.1計算簡圖 10.2 截面內(nèi)力組合 屋面橫梁彎矩控制值計算 截面荷

37、載M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L31恒-85.5110500-58.00 活-19.123-13.35 風-5.61.6-5.20 地震-35.228.5-33.10 1.2X+1.4X-88.29164.21.2x+1.4X-76.88134.241.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-87.779156.1081.35x-91.383171.041.2（+0.5）+1.3-120.634156.85L32恒86.112 活19.914.35 風0.61.6 地震2.618.5 1.2X+1.4X131.19420.491.2x+1.4X104.1616.641.

38、2x+0.7x(1.4X+1.4x)123.419820.2311.35x135.746820.4631.2（+0.5）+1.3118.65928.06L33恒-186.5134.2500-152.95 活-43.431.7-35.48 風-6.11.6-5.70 地震-20.228.5-18.10 1.2X+1.4X-233.205205.421.2x+1.4X-191.52163.281.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-223.892193.6741.35x-241.248212.2361.2（+0.5）+1.3-228.349191.11L34恒-209.4143.8500-173

39、.45 活-50.635.5-41.73 風-4.41.5-4.03 地震-30.348.6-28.19 1.2X+1.4X-266.555222.261.2x+1.4X-213.775174.661.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-252.975208.821.35x-275.048228.921.2（+0.5）+1.3-269.822205.04L35恒122.412.1 活33.772.8 風1.51.5 地震6.28.5 1.2X+1.4X194.15818.441.2x+1.4X148.9816.621.2x+0.7x(1.4X+1.4x)181.444618.7341.35x

40、198.334619.0791.2（+0.5）+1.3175.20227.25L36恒-107.9119.6500-78.00 活-27.330-19.80 風-7.31.5-6.93 地震-42.78.6-40.55 1.2X+1.4X-121.32185.521.2x+1.4X-103.295145.621.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-119.791174.391.35x-124.704190.861.2（+0.5）+1.3-158.195172.7 三層橫梁彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L21恒-142.5140.4500-107

41、.40 活-50.756-36.70 風-144.4-12.90 地震-79.0520.24-73.99 1.2X+1.4X-180.26246.881.2x+1.4X-146.94174.641.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-177.488227.6721.35x-180.956244.421.2（+0.5）+1.3-247.087228.392L22恒105.912.7 活443.1 風2.054.4 地震13.320.24 1.2X+1.4X188.6819.581.2x+1.4X129.9521.41.2x+0.7x(1.4X+1.4x)172.20922.591.35x186

42、.08520.1831.2（+0.5）+1.3170.7743.412L23恒-213.1165.8500-171.65 活-83.162.2-67.55 風-18.14.4-17.00 地震-52.4820.24-47.42 1.2X+1.4X-300.55286.041.2x+1.4X-229.78205.121.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-288.839264.2281.35x-297.927284.7861.2（+0.5）+1.3-308.156262.592L24恒-241.7165.1500-200.43 活-9363.7-77.08 風-12.74.1-11.68 地震

43、-78.7221.34-73.39 1.2X+1.4X-348.415287.31.2x+1.4X-256.855203.861.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-327.485264.5641.35x-346.107285.3111.2（+0.5）+1.3-382.156264.082L25恒126.48.1 活55.223.5 風3.34.1 地震12.121.34 1.2X+1.4X228.98814.621.2x+1.4X156.315.461.2x+0.7x(1.4X+1.4x)209.029617.1681.35x224.755614.3651.2（+0.5）+1.3200.5

44、4239.562L26恒-172.8148.9500-135.58 活-61.556.3-47.43 風-19.34.1-18.28 地震-102.8321.34-97.50 1.2X+1.4X-229.085257.51.2x+1.4X-188.275184.421.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-227.076237.8721.35x-229.503256.1891.2（+0.5）+1.3-317.889240.202 二層橫梁彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)V(KN)b(mm)M1=M-V*b/2L11恒-128.1136.7500-93.93 活-4755-33.25 風-

45、33.29.3-30.88 地震-152.5738.42-142.97 1.2X+1.4X-159.26241.041.2x+1.4X-155.935177.061.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-175.553227.0541.35x-159.384238.4451.2（+0.5）+1.3-318.515246.986L12恒107.416.45 活44.444.1 風29.3 地震27.5438.42 1.2X+1.4X191.09625.481.2x+1.4X131.6832.761.2x+0.7x(1.4X+1.4x)174.391232.8721.35x188.541226.2

46、2551.2（+0.5）+1.3191.34672.146L13恒-222.9169.6500-180.50 活-84.163.2-68.30 風-37.79.3-35.38 地震-97.1338.42-87.53 1.2X+1.4X-312.222921.2x+1.4X-266.125216.541.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-318.202274.571.35x-310.609290.8961.2（+0.5）+1.3-371.363291.386L14恒-247.8168.2500-205.75 活-94.164.4-78.00 風-27.29.3-24.88 地震-145.73

47、9.42-135.85 1.2X+1.4X-356.12921.2x+1.4X-281.725214.861.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-347.718274.0661.35x-354.203290.1821.2（+0.5）+1.3-470.299291.726L15恒133.511.2 活57.534.8 風8.39.3 地震21.8839.42 1.2X+1.4X240.74220.161.2x+1.4X171.8226.461.2x+0.7x(1.4X+1.4x)224.713427.2581.35x236.604419.8241.2（+0.5）+1.3223.16267.56

48、6L16恒-152.5145.8500-116.05 活-56.355.5-42.43 風-43.89.3-41.48 地震-189.4639.42-179.61 1.2X+1.4X-198.655252.661.2x+1.4X-197.325187.981.2x+0.7x(1.4X+1.4x)-221.482238.4641.35x-198.244251.221.2（+0.5）+1.3-398.202259.506 柱彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)N(KN)A11恒25.00 387.00 活8.80 205.00 風46.50 15.26 地震144.79 67.20 1.2X+1

49、.4X42.32 751.40 1.2x+1.4X95.10 485.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)84.19 680.25 1.35x42.37 723.35 1.2（+0.5）+1.3223.51 674.76 A12恒49.00 387.10 活17.70 205.00 風31.80 15.26 地震103.57 67.20 1.2X+1.4X83.58 751.52 1.2x+1.4X103.32 485.88 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)107.31 680.37 1.35x83.50 723.49 1.2（+0.5）+1.3204.06 674.88 柱

50、彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)N(KN)A21恒79.10 250.30 活29.20 115.00 風1.40 6.00 地震49.00 28.74 1.2X+1.4X135.80 461.36 1.2x+1.4X96.88 308.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)124.91 418.94 1.35x135.40 450.61 1.2（+0.5）+1.3176.14 406.72 A22恒70.30 250.30 活27.50 115.00 風12.40 6.00 地震60.09 28.74 1.2X+1.4X122.86 461.36 1.2x+1.4X101.72

51、 308.76 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)123.46 418.94 1.35x121.86 450.61 1.2（+0.5）+1.3178.98 406.72 A31恒72.10 109.00 活23.20 41.00 風1.50 1.60 地震18.96 8.50 1.2X+1.4X119.00 188.20 1.2x+1.4X88.62 133.04 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)110.73 172.55 1.35x120.07 187.33 1.2（+0.5）+1.3125.09 166.45 A32恒107.00 109.00 活19.10 41.00 風7

52、.30 1.60 地震42.70 8.50 1.2X+1.4X155.14 188.20 1.2x+1.4X138.62 133.04 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)154.27 172.55 1.35x163.17 187.33 1.2（+0.5）+1.3195.37 166.45 柱彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)N(KN)B11恒4.70 946.80 活1.60 392.10 風53.60 0.40 地震167.31 2.20 1.2X+1.4X7.88 1685.10 1.2x+1.4X80.68 1136.72 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)59.74 1

53、520.81 1.35x7.91 1662.44 1.2（+0.5）+1.3224.10 1374.28 B12恒9.50 946.80 活3.80 392.10 風45.60 0.40 地震156.93 2.20 1.2X+1.4X16.72 1685.10 1.2x+1.4X75.24 1136.72 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)59.81 1520.81 1.35x16.55 1662.44 1.2（+0.5）+1.3217.69 1374.28 B21恒15.20 609.00 活6.00 229.30 風19.40 0.40 地震85.90 1.20 1.2X+1.4X2

54、6.64 1051.82 1.2x+1.4X45.40 731.36 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)43.13 955.91 1.35x26.40 1046.86 1.2（+0.5）+1.3133.51 869.94 B22恒12.70 609.00 活5.30 229.30 風23.90 0.40 地震93.06 1.20 1.2X+1.4X22.66 1051.82 1.2x+1.4X48.70 731.36 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)43.86 955.91 1.35x22.34 1046.86 1.2（+0.5）+1.3139.40 869.94 B31恒15.

55、80 278.00 活6.30 85.30 風6.90 0.10 地震38.14 0.10 1.2X+1.4X27.78 453.02 1.2x+1.4X28.62 333.74 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)31.90 417.29 1.35x27.50 458.89 1.2（+0.5）+1.372.32 384.91 B32恒22.90 278.00 活7.20 85.30 風10.60 0.10 地震50.56 0.10 1.2X+1.4X37.56 453.02 1.2x+1.4X42.32 333.74 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)44.92 417.29 1.

56、35x37.97 458.89 1.2（+0.5）+1.397.53 384.91 柱彎矩控制值計算 截面荷載M(KN*m)N(KN)C11恒29.80 414.40 活11.00 213.00 風49.70 14.90 地震155.02 69.36 1.2X+1.4X51.16 795.48 1.2x+1.4X105.34 518.14 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)95.25 720.62 1.35x51.01 768.18 1.2（+0.5）+1.3243.89 715.25 C12恒58.40 414.40 活21.10 213.00 風37.10 14.90 地震126.8

57、3 69.36 1.2X+1.4X99.62 795.48 1.2x+1.4X122.02 518.14 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)127.12 720.62 1.35x99.52 768.18 1.2（+0.5）+1.3247.62 715.25 截面荷載M(KN*m)N(KN)C21恒94.10 268.60 活35.20 122.40 風6.60 5.60 地震62.63 29.94 1.2X+1.4X162.20 493.68 1.2x+1.4X122.16 330.16 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)153.88 447.76 1.35x161.53 482.

58、56 1.2（+0.5）+1.3215.46 434.68 C22恒83.40 268.60 活32.90 122.40 風15.70 5.60 地震76.55 29.94 1.2X+1.4X146.14 493.68 1.2x+1.4X122.06 330.16 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)147.71 447.76 1.35x144.83 482.56 1.2（+0.5）+1.3219.34 434.68 C31恒89.40 119.60 活28.60 48.00 風3.50 1.50 地震26.28 8.60 1.2X+1.4X147.32 210.72 1.2x+1.4X1

59、12.18 145.62 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)138.74 192.03 1.35x148.72 208.50 1.2（+0.5）+1.3158.60 183.50 C32恒107.00 119.60 活27.30 48.00 風7.30 1.50 地震42.70 8.60 1.2X+1.4X166.62 210.72 1.2x+1.4X138.62 145.62 1.2x+0.7x(1.4X+1.4x)162.31 192.03 1.35x171.20 208.50 1.2（+0.5）+1.3200.29 183.50 第十一章 框架配筋11.1 屋面框架配筋計算屋面框架

60、梁彎距計算L31L32L33L34L35L36M120.60 135.80 241.30 275.10 198.30 158.20 fc14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.09 0.10 0.18 0.13 0.09 0.07 as=M/fc*b*h021-2as0.82 0.80 0.65 0.75 0.82 0.86 rs0.95

61、0.95 0.90 0.93 0.95 0.96 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 As=M/(fy*rs*h0)As621.62 704.51 1314.69 1145.81 808.78 638.53 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.4

62、2 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0實配322322422422322322AS（mm2）114011401520152011401140屋面框架梁剪力計算跨中配置8200箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN28.1 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN27.3 KN支座配置8100箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.43300565+1.25210565100.6/100=319 KN212 KN0.71.43300715+1.25210715100

63、.6/100=403.5 KN229 KN（3）A柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=188.20kN,設計彎矩M=195.40kNm 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518

64、截面面積A=bh=400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=195400/188.20=1038.26mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =1038.26+20=1058.26mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù)=1.02 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.021058.26+0.5500-35 =1290.48mm 假

65、定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =188200/(1.014.3400465) =0.071 b,截面為大偏心受壓。 截面受壓區(qū)高度x=h0=32.83mm xAsmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=1046.13mm2（4）B柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,非地震組合,截面設計壓力N=458.90kN,設計彎矩M=97.50kNm 查混凝土規(guī)范表可

66、知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518 截面面積A=bh=400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=97500/458.90=212.46mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =212

67、.46+20=232.46mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.07 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.07232.46+0.5500-35 =464.68mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =458900/(1.014.3400465) =0.172 b,截面為大偏心受壓。 截面受壓區(qū)高度x=h0=80.05mm 單側(cè)鋼筋面積 As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(45890014.340080.05(465-0.580.05)/360/(465-35) =117.71mm2

68、 取全截面縱向鋼筋最小配筋率 smin=0.0060 全截面縱向鋼筋最小配筋面積 Asmin=1200mm2 AsAsmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=600mm2（5）C柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,非地震組合,截面設計壓力N=210.70kN,設計彎矩M=200.30kNm, 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式

69、(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518 截面面積A=bh =400500=200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=200300/210.70=950.64mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =950.64+20 =970.64mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.02

70、軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.02970.64+0.5500-35 =1202.86mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =210700/(1.014.3400465) =0.079 b,截面為大偏心受壓。 截面受壓區(qū)高度 x=h0=36.75mm xAsmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=1051.95m11.2 三層框架配筋計算三層框架梁彎距計算L21L22L23L24L25L26M247.10 188.70 308.20 382.20 229.00 317.90 fc14.30 14.30 14.30 14.30

71、 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.18 0.14 0.23 0.17 0.10 0.14 as=M/fc*b*h021-2as0.64 0.72 0.55 0.65 0.79 0.71 rs0.90 0.93 0.87 0.90 0.94 0.92 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 A

72、s=M/(fy*rs*h0)As1350.24 1002.34 1740.10 1643.32 941.71 1340.49 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.42 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0實配325225+120425425225+120325AS1472.712961964196412961472.

73、7三層框架梁剪力計算跨中配置8200箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN43.4 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN39.6 KN支座配置8100箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.43300565+1.25210565100.6/100=319 KN286 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/100=403.5 KN287.3 KN（3）A柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)

74、計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=461.40kN,設計彎矩M=179kNm 查混凝土規(guī)范表可知 fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變 cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量 Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度 b=0.518 截面面積 A=bh =400500 =200000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =

75、1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=179000/461.40=387.95mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =387.95+20 =407.95mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.04 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.04407.95+0.5500-35 =640.17mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =461400/(1.014.3400465) =0.173 Asmin/2，取單側(cè)鋼筋面

76、積 As=642.06mm2（4）b柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=1051.80kN,設計彎矩M=139.40kNm。 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度 b=0.518 截面面

77、積 A=bh=400500=200000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=139400/1051.80=132.53mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =132.53+20 =152.53mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.11 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.11152.53+0.5500-35 =384.75mm 假定截面為大偏

78、心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =1051800/(1.014.3400465) =0.395 b,截面為大偏心受壓。 截面受壓區(qū)高度 x=h0=183.48mm 單側(cè)鋼筋面積As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(105180014.3400183.48(465-0.5183.48)/360/(465-35) =78.08mm2 取全截面縱向鋼筋最小配筋率smin=0.0060 全截面縱向鋼筋最小配筋面積Asmin=1200mm2 AsAsmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=600mm2（5）c柱柱截面寬度b=400mm,截面高度h=500m

79、m,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=3600mm,彎矩平面外計算長度l0y=3600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=493.70kN,設計彎矩M=219.40kNm。 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518 截面面積 A=bh=400500=200000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35

80、=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =1.00 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=219400/493.70=444.40mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =444.40+20 =464.40mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.04 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.04464.40+0.5500-35 =696.62mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =493700/(1.014.340

81、0465) =0.185 Asmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=876.03mm211.3二層框架配筋計算二層框架梁彎距計算L11L12L13L14L15L16M318.50 191.40 371.40 470.30 240.70 398.20 fc14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 14.30 fc=14.3N/mm2b300 300 300 300 300 300 b=1000mmh600 600 600 750 750 750 h0565 565 565 715 715 715 h0=150-35=115as0.23 0.14 0.27 0.21 0.11 0.1

82、8 as=M/fc*b*h021-2as0.53 0.72 0.46 0.57 0.78 0.64 rs0.87 0.92 0.84 0.88 0.94 0.90 rs=0.5*(1+(1-2as)1/2)fy360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 360.00 As=M/(fy*rs*h0)As1808.86 1017.96 2178.35 2081.33 992.98 1720.77 ft1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 1.43 rmin(%)0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 0.18 ft=1.43N/mm2rmin(%)0

83、.20 0.20 0.20 0.20 0.20 0.20 Asmin302.98 302.98 302.98 383.42 383.42 383.42 Asmin=rmin*b*h0實配425422425+220425+220422425AS196415202592259215201964二層框架梁剪力計算跨中配置8200箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.43300565+1.25210565100.6/200=244 KN72.15 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/200=309 KN67.6 KN支座配置8100箍筋，則斜截面受剪承載力：0.71.4330

84、0565+1.25210565100.6/100=319 KN291.4 KN0.71.43300715+1.25210715100.6/100=403.5 KN291.7 KN（3）A柱 柱截面寬度b=500mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=5600mm,彎矩平面外計算長度l0y=5600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=751.50kN,設計彎矩M=223.50kNm。 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范

85、公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量 Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518 截面面積A=bh =500500 =250000mm2 截面有效高度h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =0.98 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=223500/751.50=297.41mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =297.41+20 =317.41mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.

86、13 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.13317.41+0.5500-35 =574.07mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =751500/(1.014.3500465) =0.226 Asmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=784.06mm2 （4）b柱 柱截面寬度b=500mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=5600mm,彎矩平面外計算長度l0y=5600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=1

87、685kN,設計彎矩M=224kNm。 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由混凝土規(guī)范條可知1=1.01=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變 cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量 Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度 b=0.518 截面面積 A=bh =500500 =250000mm2截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù)=0.98 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=224000/1685=132.94mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距

88、 ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =132.94+20 =152.94mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù) =1.27 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.27152.94+0.5500-35 =409.60mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =1685000/(1.014.3500465) =0.506 b,截面為大偏心受壓。 截面受壓區(qū)高度 x=h0=235.15mm 單側(cè)鋼筋面積 As=(Ne-1fcbx(hs-0.5x)/fy/(h0-as) =(168500014.3500235.15(465

89、-0.5235.15)/360/(465-35) =676.78mm2 取全截面縱向鋼筋最小配筋率 smin=0.0060 全截面縱向鋼筋最小配筋面積 Asmin=1500mm2 AsAsmin/2，取單側(cè)鋼筋面積 As=750mm2（5）c柱柱截面寬度b=500mm,截面高度h=500mm,縱向鋼筋合力點至截面近邊緣距離as=35mm,彎矩平面內(nèi)計算長度l0x=5600mm,彎矩平面外計算長度l0y=5600mm,混凝土強度等級C30,縱向鋼筋強度設計值fy=360Mpa,3級抗震,截面設計壓力N=795.50kN,設計彎矩M=243.90kNm。 查混凝土規(guī)范表可知fc=14.3Mpa 由

90、混凝土規(guī)范條可知 1=1.0 1=0.8 由混凝土規(guī)范公式(-5)可知混凝土極限壓應變cu=0.0033 由混凝土規(guī)范表可得鋼筋彈性模量Es=200000Mpa 相對界限受壓區(qū)高度b=0.518 截面面積A=bh =500500=250000mm2 截面有效高度 h0=h-as=500-35=465mm 根據(jù)混凝土規(guī)范表可得軸心受壓穩(wěn)定系數(shù) =0.98 軸心受壓全截面鋼筋面積 As=0.00mm2 軸向壓力對截面重心的偏心距 e0=M/N=243900/795.50=306.60mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知附加偏心距ea=20mm 初始偏心距 ei=e0+ea =306.60+20 =326.6

91、0mm 根據(jù)混凝土規(guī)范條可知偏心距增大系數(shù)=1.13 軸向壓力作用點至遠離壓力一側(cè)鋼筋的距離 e=ei+0.5h-as =1.13326.60+0.5500-35 =583.26mm 假定截面為大偏心受壓，則截面相對受壓區(qū)高度 =N/(1fcbh0) =795500/(1.014.3500465) =0.239 Asmin/2，取單側(cè)鋼筋面積As=892.99mm2 第十二章 樓梯計算12.1計算簡圖12.2基本信息（1）幾何參數(shù)：樓梯凈跨: L1 = 4480 mm樓梯高度: H = 2656 mm梯板厚: t = 150 mm踏步數(shù): n = 17(階)上平臺樓梯梁寬度: b1 = 200

92、 mm下平臺樓梯梁寬度: b2 = 200 mm（2）荷載標準值：可變荷載：q = 3.50kN/m2面層荷載：qm = 1.70kN/m2欄桿荷載：qf = 1.00kN/m（3）材料信息：混凝土強度等級: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2Rc=25.0 kN/m3鋼筋強度等級: HRB400 fy = 360.00 N/mm2抹灰厚度：c = 20.0 mmRs=20 kN/m3梯段板縱筋合力點至近邊距離：as = 20 mm考慮支座嵌固作用12.3計算過程（1）樓梯幾何參數(shù)：踏步高度：h = 0.1562 m踏步寬度：b = 0.2800 m計算跨度：

93、L0 = L1(b1b2)/2 = 4.48(0.200.20)/2 = 4.68 m梯段板與水平方向夾角余弦值：cos = 0.873 （2）荷載計算( 取 B = 1m 寬板帶)：梯段板：面層：gkm = (BBh/b)qm = (110.16/0.28)1.70 = 2.65 kN/m自重：gkt = RcB(t/cosh/2) = 251(0.15/0.870.16/2) = 6.25 kN/m抹灰：gks = RSBc/cos = 2010.02/0.87 = 0.46 kN/m恒荷標準值：Pk = gkmgktgksqf = 2.656.250.461.00 = 10.35 kN/

94、m恒荷控制：Pn(G) = 1.35gk1.40.7Bq = 1.3510.351.40.713.50 = 17.41 kN/m活荷控制：Pn(L) = 1.2gk1.4Bq = 1.210.351.413.50 = 17.32 kN/m荷載設計值：Pn = max Pn(G) , Pn(L) = 17.41 kN/m（3）正截面受彎承載力計算：左端支座反力: Rl = 40.73 kN右端支座反力: Rr = 40.73 kN最大彎矩截面距左支座的距離: Lmax = 2.34 m最大彎矩截面距左邊彎折處的距離: x = 2.34 mMmax = RlLmaxPnx2/2 = 40.732.

95、3417.412.342/2 = 47.66 kNm考慮支座嵌固折減后的最大彎矩: Mmax = 0.8Mmax = 0.8047.66 = 38.13 kNm相對受壓區(qū)高度：= 0.172673 配筋率：= 0.006859縱筋(1號)計算面積：As = 891.66 mm2支座負筋(2、3號)計算面積：As=As = 891.66 mm2（4）計算結(jié)果：(為每米寬板帶的配筋)11號鋼筋計算結(jié)果(跨中)計算面積As:891.66 mm2采用方案：f12120實配面積：942.48 mm222/3號鋼筋計算結(jié)果(支座)計算面積As:891.66 mm2采用方案：f10200實配面積：392.7

96、0 mm234號鋼筋計算結(jié)果采用方案：d8200實配面積：251.33 mm2第十三章 基礎計算13.1單樁承載力設計值計算0.000相當于絕對標高4.50m，室外為4.20m，高差300mm，承臺底面標高-1.500m（絕對標高3.00m），樁頂標高-1.400m（絕對標高3.10m），嵌固100，樁400，樁長為13m,為預制鋼筋混凝土管樁。Rsk=1.256（0.6315+115+2.8715+1.0330+5.525+8.4x28+2.57x38）=714.36KNRpk=7000.1256=87.92KNPp=87.92/(87.92+714.36)=0.11查表得：rs=1.71

97、rp=1.06 Rd=87.92/1.06+714.36/1.71=500.69KN取Rd=5000KN13.2柱下樁基計算(1)A柱一、示意圖：二、幾何參數(shù)：承臺邊緣至樁中心距: C = 400 mm 樁列間距: A = 1400 mm承臺根部高度: H = 800 mm承臺端部高度: h = 800 mm 縱筋合力點到底邊的距離: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱寬: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圓樁直徑: Ds = 400 mm 換算后樁截面：Ls = 320mm3荷載設計值：(作用在承臺頂部）豎向荷載: F = 751.

98、50 kN 繞Y軸彎矩: My = 224.00 kNm4材料信息：混凝土強度等級: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2鋼筋強度等級: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、計算過程：1作用在承臺底部的彎矩繞Y軸彎矩: M0y = MyVxH = 224.000.000.80 = 224.00kNm2基樁凈反力設計值：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2 （2）N1 = F/nM0yx1/xj2 = 751.50/2224.00(-0.70)/0.98 = 215.75 kN

99、1.2Rd=600KNN2 = F/nM0yx2/xj2 = 751.50/2224.000.70/0.98 = 535.75 kN Fl = 535.75 kN, 滿足要求。4承臺受剪驗算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直X方向截面的抗剪計算X方向上自柱邊到計算一排樁的樁邊的水平距離：a0 = 0.29 m計算截面處承臺寬度：b = 2C = 0.80 m 斜截面上最大剪力設計值：Vl = 535.75 kN計算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系數(shù)： = 1.75/(1.0) = 1.75

100、/(0.411.0) = 1.24承臺計算截面的計算寬度：be = b = 0.80 m hsftbeh0 = 1.001.241430.000.800.70 = 990.89 kN Vl = 535.75 kN, 滿足要求。5承臺受彎計算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X軸方向計算截面處彎矩計算：My Nixi = 241.09 kNm相對受壓區(qū)高度：= 0.043975 配筋率：= 0.001747X向鋼筋: Asx = 978.20 mm26承臺受壓驗算：計算公式：混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范（GB 500102002）Fl 1.35cl

101、fcAln （1）局部荷載設計值：Fl = Fc = 751.50 kN混凝土局部受壓面積：Al = BcHc = 0.500.50 = 0.25m2混凝土局部受壓計算面積：Ab = 1.20 m2混凝土受壓時強度提高系數(shù)：l = sq.(Ab/Al) = sq.(1.20/0.25) = 2.19 1.35clfcAl = 1.351.002.1914300.000.25 = 10573.78 kN Fl = 751.50 kN, 滿足要求。四、計算結(jié)果：1X方向鋼筋選筋結(jié)果計算面積As:978.20 mm2采用方案：7f16實配面積：1407.43mm2（2）B柱一、示意圖：二、基本資料：

102、承臺類型：四樁承臺承臺計算方式：驗算承臺尺寸1依據(jù)規(guī)范：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范（GB 500102002）2幾何參數(shù)：承臺邊緣至樁中心距: C = 400 mm 樁列間距: A = 1400 mm樁行間距: B = 1400 mm承臺根部高度: H = 800 mm承臺端部高度: h = 800 mm 縱筋合力點到底邊的距離: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱寬: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圓樁直徑: Ds = 400 mm 換算后樁截面：Ls = 320mm3荷載設計值：(作用在承

103、臺頂部）豎向荷載: F = 1685.10 kN 繞X軸彎矩: Mx = 224.00 kNm繞Y軸彎矩: My = 0.00 kNmX向剪力: Vx = 0.00 kN Y向剪力: Vy = 0.00 kN4材料信息：混凝土強度等級: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2鋼筋強度等級: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、計算過程：1作用在承臺底部的彎矩繞X軸彎矩: M0x = MxVyH = 224.000.000.80 = 224.00kNm繞Y軸彎矩: M0y = MyVxH = 0.000.000.80 = 0.00kNm2基樁凈反力設計

104、值：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2（2）N1 = F/nM0xy1/yj2 = 1685.10/4224.000.70/1.96 = 341.27 kN1.2Rd=600KNN2 = F/nM0xy2/yj2 = 1685.10/4224.000.70/1.96 = 341.27 kN1.2Rd=600KNN3 = F/nM0xy3/yj2 = 1685.10/4224.00(-0.70)/1.96 = 501.27 kN1.2Rd=600KNN4 = F/nM0xy4/yj2 = 1685.10/4224.00(

105、-0.70)/1.96 = 501.27 kN Fl = 1685.10 kN, 滿足要求。4承臺受剪驗算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直Y方向截面的抗剪計算Y方向上自柱邊到計算一排樁的樁邊的水平距離：a0 = 0.29 m計算截面處承臺寬度：b = A2C = 1.4020.40 = 2.20 m 斜截面上最大剪力設計值：Vl = 1002.55 kN計算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系數(shù)： = 1.75/(1.0) = 1.75/(0.411.0) = 1.24承臺計算截面的計算寬度

106、：be = b = 2.20 m hsftbeh0 = 1.001.241430.002.200.70 = 2724.94 kN Vl = 1002.55 kN, 滿足要求。(2) 垂直X方向截面的抗剪計算X方向上自柱邊到計算一排樁的樁邊的水平距離：a0 = 0.29 m計算截面處承臺寬度：b = B2C = 1.4020.40 = 2.20 m 斜截面上最大剪力設計值：Vl = 842.55 kN計算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系數(shù)： = 1.75/(1.0) = 1.75/(0.411.0) = 1.24承臺計算截面的計算寬度：be = b = 2.

107、20 m hsftbeh0 = 1.001.241430.002.200.70 = 2724.94 kN Vl = 842.55 kN, 滿足要求。5承臺角樁沖切驗算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Nl 1x(c2a1y/2)1y(c1a1x/2)hpfth0（5）角樁豎向沖反力設計值：Nl = 501.27 kN從角樁內(nèi)邊緣至承臺外邊緣的距離：c1 = CLs/2 = 0.400.32/2 = 0.56 mc2 = CLs/2 = 0.400.32/2 = 0.56 mX方向上從承臺角樁內(nèi)邊緣引45度沖切線與承臺頂面相交點至角樁內(nèi)邊緣的水平距離:（當柱或承臺變階處

108、位于該45度線以內(nèi)時，則取由柱邊或變階處與樁內(nèi)邊緣連線為沖切錐體的錐線）a1x = 0.29 mY方向上從承臺角樁內(nèi)邊緣引45度沖切線與承臺頂面相交點至角樁內(nèi)邊緣的水平距離:（當柱或承臺變階處位于該45度線以內(nèi)時，則取由柱邊或變階處與樁內(nèi)邊緣連線為沖切錐體的錐線）a1y = 0.29 mX方向角樁沖跨比：1x = a1x/h0 = 0.29/0.70 = 0.41y方向角樁沖跨比：1y = a1y/h0 = 0.29/0.70 = 0.41X方向角樁沖切系數(shù)：1x = 0.56/(1x0.2) = 0.56/(0.410.2) = 0.91Y方向角樁沖切系數(shù)：1y = 0.56/(1y0.2)

109、 = 0.56/(0.410.2) = 0.911x(c2a1y/2)1y(c1a1x/2)hpfth0 = 0.91(0.560.29/2)0.91(0.560.29/2)1.001430.000.70 = 1286.68 kN Nl = 501.27 kN, 滿足要求。6承臺受彎計算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Mx Niyi（1）計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X軸方向計算截面處彎矩計算：My Nixi = 379.15 kNm相對受壓區(qū)高度：= 0.024906 配筋率：= 0.000989 min

110、 = 0.001500 = min = 0.001500 X向鋼筋: Asx = 2640.00 mm2(2) 垂直Y軸方向計算截面處彎矩計算：Mx = Niyi = 451.15 kNm相對受壓區(qū)高度：= 0.029707 配筋率：= 0.001180 Fl = 1685.10 kN, 滿足要求。四、計算結(jié)果：1X方向鋼筋選筋結(jié)果計算面積As:2640.00 mm2采用方案：f16150實配面積：3015.93mm22Y方向鋼筋選筋結(jié)果計算面積As:2640.00 mm2采用方案：f16150實配面積：3015.93mm2（3）C柱一、示意圖：二、基本資料：承臺類型：二樁承臺承臺計算方式：驗

111、算承臺尺寸1依據(jù)規(guī)范：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范（GB 500102002）2幾何參數(shù)：承臺邊緣至樁中心距: C = 400 mm 樁列間距: A = 1400 mm承臺根部高度: H = 800 mm承臺端部高度: h = 800 mm 縱筋合力點到底邊的距離: as = 100 mm 平均埋深: hm = 1.50 m 矩形柱寬: Bc = 500 mm 矩形柱高: Hc = 500 mm 圓樁直徑: Ds = 400 mm 換算后樁截面：Ls = 320mm3荷載設計值：(作用在承臺頂部）豎向荷載: F = 795.50 kN 繞Y軸彎矩: My

112、= 243.90 kNmX向剪力: Vx = 0.00 kN 4材料信息：混凝土強度等級: C30fc = 14.30 N/mm2ft = 1.43 N/mm2鋼筋強度等級: HRB400fy = 360.00 N/mm2三、計算過程：1作用在承臺底部的彎矩繞Y軸彎矩: M0y = MyVxH = 243.900.000.80 = 243.90kNm2基樁凈反力設計值：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Ni = F/nM0xyi/yj2M0yxi/xj2 （2）N1 = F/nM0yx1/xj2 = 795.50/2243.90(-0.70)/0.98 = 223.54

113、 kN1.2Rd=600KNN2 = F/nM0yx2/xj2 = 795.50/2243.900.70/0.98 = 571.96 KN Fl = 571.96 kN, 滿足要求。4承臺受剪驗算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）Fl hsftb0h0 （1）(1) 垂直X方向截面的抗剪計算X方向上自柱邊到計算一排樁的樁邊的水平距離：a0 = 0.29 m計算截面處承臺寬度：b = 2C = 0.80 m 斜截面上最大剪力設計值：Vl = 571.96 kN計算截面的剪跨比： a0/h0 = 0.29/0.70 = 0.41剪切系數(shù)： = 1.75/(1.0) = 1

114、.75/(0.411.0) = 1.24承臺計算截面的計算寬度：be = b = 0.80 m hsftbeh0 = 1.001.241430.000.800.70 = 990.89 kN Vl = 571.96 kN, 滿足要求。5承臺受彎計算：計算公式：建筑地基基礎設計規(guī)范（GB 500072002）My Nixi（2）(1) 垂直X軸方向計算截面處彎矩計算：My Nixi = 257.38 kNm相對受壓區(qū)高度：= 0.047021 配筋率：= 0.001868X向鋼筋: Asx = 1045.96 mm26承臺受壓驗算：計算公式：混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范（GB 500102002）Fl 1.35clfcAln （1）局部荷載設計值：Fl = Fc = 795.50 kN混凝土局部受壓面積：Al = BcHc = 0.500.50 = 0.25m2混凝土局部受壓計算面積：Ab = 1.20 m2混凝土受壓時強度提高系數(shù)：l = sq.(Ab/Al) = sq.(1.20/0.25) = 2.19 1.35clfcAl = 1.351.002.1914300.000.25 = 10573.78 kN Fl = 795.50 kN, 滿足要求。四、計算結(jié)果：1X方向鋼筋選筋結(jié)果計算面積As:1045.96 mm2采用方案：7f14實配面積：1077.57mm2