建筑施工方案

2、建筑地点: 3、建筑规模:

1)建筑总面积: 4184m2

2)建筑层数:全楼三层，楼梯上屋面 3)结构形式:钢筋砼框架结构 4)层高: 3.9m 4、建筑特点

①普通教室 18间 71.28 m2/班 ② 大厅 1间 96.48m2 ③语音教室、微机教室 各 2间 143.50 m2 、 133.99 m2 含辅助房间：35.1 m2 ④阅览、会议室 各 1间 129.4 m2 128.2m2 ⑤ 活动室 1间 120.5 m2

⑥行政办公室 6间 4间35.1 m2 、 1间46.8 m2 、 1间43.2 m2 ⑥教师办公室 6间 3间46.m2 、 3间47.38 m2 ⑦收发室、门卫室 各1间 35.1 m2 ⑦配电室 1间 35.1 m2 ⑧教师休息室 3间 35.1 m2

⑨楼梯 共三个楼梯其中两个通向屋顶 走廊为2.4m，2.1m宽

⑩每层设男女卫生间，一，三层女卫生间两间，男厕一间，二层男厕两间，女厕一间 5、建筑技术条件 （一）气象条件:

1)常年主导风向: 西北风 2)夏季主导风向: 西南风

3)平均风速: 夏季3.1m/s,冬季4m/s 4)基本风压:Wo=0.40KN/m2

5)基本雪压:So=0.35KN/m2 最大积雪深度:11cm 6)最高气温:40.6℃ 最低气温:-9.3℃ 7)最冷月平均温度:4.5℃(1—2月) 8)最热月平均温度:29.7℃(7—9月)

9) 最大降雨量: 184.3mm(4—6月) 最大降雨量：50.4mm/小时 （二）工程地质条件

1)天然地面以下1m厚为填土,地基标准承载力为120KN/m2.

填土以下的2m厚为粘土,地基承载力为250KN/m2.粘土以下为中密粗砂层, 地基承载力为300KN/m2。

2)地下水位:天然地面以下4m处 3)地震设防烈度:6度 （三）施工条件

1）施工单位：南昌市第十建筑公司

2）施工人员：各工种工人数均不受，但要求不分工种劳动力不均衡系数K<1.6 3）材料供应：各种材料均可保证供应

4）预制构件和模板、钢筋骨架、门窗等半成品：可由公司构件厂供应（运距10公里）

5）机械设备：除大吊装机械外，施工单位均能解决。

6）施工用水、电：由建设单位保证供应，路边即有水源、电源。 7）施工道路：Ⅱ级公路

8）施工工期：2007年3月1日－8月25日，共178天 6、结构设计依据：《房屋建筑学》教材，建筑设计资料集1、2、3册，江西省建筑标准图集，《中小学建设设计规范》，其他有关设计规范及总图，混凝土结构设计规范GB50007-2002，建筑结构荷载规范GB50009-2001，建筑地基基础设计规范GB50007-2002，混凝土结构学（上、下册），多层与高层建筑结构设计，现用建筑施工教材，建筑施工手册—（上、中册），中国建筑工业出版社，建筑工程预算定额（省标），劳动定额手册

由于在进行结构方案设计时要考虑结构型式、结构体系、结构布置是否满足安全经济、方便施工等方面的原因，特作如下设计说明： 7.结构选型

.1）结构型式包括：混合结构 框架结构 部分混合部分框架

混合结构施工简单，造价低，用钢量少，但整体性差，难满足高层大跨度的要求。框架结构整体性好，能满足大空间要求，耐久性好，缺点是造价高，结构要求整体性好，大空间比较的多，因此选用框架结构，框架结构包括：装配式框架，装配整体式框架，现浇式框架，装配式框架可节省模板，周期短，节点用钢量大。装配整体式框架，节点简单，工期长，用钢量和焊接少，整体性好，工序多。现浇式框架，整体性和抗震性好，模板多工期长，本工程采用先浇式框架，可保证框架和整体性

2）结构体系有框架 ，筒体 ，剪力墙联合结构

框架结构的特点是整体性好，满足大空间，耐久性好，筒体的特点是承受竖向荷载和侧向力，框架结构占地面积小，可在地面留下较大的空间，以满足绿化，交通，保护既有建筑物等规划要求，造型新颖美观，具有很好的艺术效果，并且建筑采光好，视野开阔，而剪力墙联合结构既能形成较大的自由灵活的使用空间，剪力墙则可提供很大的抗侧刚度，减少结构在风荷载或侧向地震作用下的侧向位移，有利于提高结构的抗震能力，广泛用于办公室，旅馆综合考虑以上结构体系的特点，根据本地地形，抗震等级，以及经济方面，本工程选用框架体系

3）承重方式有：横向框架承重，纵向框架承重，纵横向框架混合承重

横向框架跨数少，主梁沿横向布置有利于提高建筑物的横向抗侧刚度，而纵向框架则往往相反，构造要求布置较小的联系梁，有利于房屋室内的采光和通风

纵向承重墙框架的横向梁高度较小，有利于设备管线的穿行，当在房屋开间方向需要较大空间时，可获得较高的室内净高，并且可利用纵向框架的刚度来调整房间的不均匀沉降，缺点是房屋的横向抗侧刚度较差，进深尺寸受预制版长度的。

纵横向框架混合承重则具有较好的整体工作性能，对抗震有利，由于建筑的横向框架跨数少，教室对室内的采光要求比较高，南昌抗震等级要求不高，建筑选用横向框架承重 8.初定梁柱截面尺寸: 主梁 h(1111 ～)l,b(～)b121623 取 h=500mm , b=250mm 柱:b1l (底层柱高) h=(1～1.5)b 15b=300mm

取 h=400mm , 连系梁:h111111l，b（～）h 次梁：hl，b（～）h 122312234500mm 取 h=400mm , b=250mm h=200mm， b=400mm 3000mm 取 h=400mm ， b=250mm 6000mm 取 h=400mm ， b=250mm

其中边跨连续梁由于考虑到开窗的缘故，b=250 mm,h=600 mm,可以不设置过梁 9.其它结构选型

a屋面结构 ○

采用现浇屋盖,屋面找坡采用建筑找坡 b楼面结构 ○

采用现浇楼面.雨篷楼梯亦为现浇.

c楼梯结构 ○

可采用梁式楼梯,但采用板式楼梯比较轻巧

梯段板厚:h=（11～）lo，lo为梯段水平跨度 2530181)l 取h=400mm , b=240mm 12取 h=120mm 休息平台梁 :h=(～平台板厚: h=80mm d雨篷结构 ○

雨篷结构为现浇，采用悬梁式，有组织排水，排水坡度2%。 e 基础梁 ○

选用现浇式钢筋混凝土基础梁，尺寸估算：b=250mm h=350mm. f基础 ○

从地质条件可以看出,基础的持力层不太深(在天然地面以下2m)地基承 载力为250KN/m2(>200KN/m2)故采用钢砼柱下单独基础. g在（14）～（15）轴之间设置伸缩缝 ○

由于建筑物总长为60.55m(>55m),故需设置伸缩缝,缝宽为30mm，设于走廊处。 10、结构布置

1)本建筑楼面标高变化不大,仅在大厅，厕所有结构层下降，做结构平面布置 其一般原则:上一层结构平面放到下一层建筑平面图布置 二层楼面,四层屋面,基础平面布置见详图 2)基础平面布置图

基础平面布置图上主要构件有:钢砼基础,基础梁 3)楼面结构布置图

主要构件有:框架、楼面梁、挑檐梁 4)屋面结构布置图

主要构件有:框架、屋面梁、屋面板、天沟. 采用有组织的外天沟外排水形式 双坡屋面排水,坡度为2％ 二、楼面板的结构尺寸选择

楼面板均为现浇做法，按高跨比条件，要求板厚h=1950/40=49mm,考虑到钢筋布置及钢筋布置混凝土的抗裂度和扰度过大的原因，取h=100mm 楼面板布置详见楼面结构图 三张平面布置图见附图

1、楼面结构布置图 2、屋面结构布置图 3、基础平面布置图 厕所现浇板的计算 一、对XJB-1

l0120000.44 〈 0.5 按单向板计算 l024500qk＝2.5KN/m2

1）荷载标准值 a）活荷载标准值：

b)恒荷载标准值：

钢筋砼100厚: 0.10×25＝2.5KN/m2 马赛克地面： 0.55KN/m2

水泥沙浆20厚: 0.02×17＝0.34KN/m2 合计 gk＝3.39KN/m 2 )荷载设计值

a)活荷载 q＝2.5×1.4＝3.5KN/m2 b)恒荷载 g＝3.39×1.2＝4.068KN/m2 g＋q＝4.068＋3.5＝7.568KN/m2 取q=7.6 KN/m2

2

计算跨度 l0=1950 mm-200 mm =1750 mm（l0取ln即可） 3）计算简图：

跨中弯矩按简支梁计算，支座弯矩按两端固定计算，偏安全

取一米板为计算单元 4）.弯矩设计值

由连续板计算规范可知：板的弯矩系数αm分别为：边

跨-1/16，边跨跨中1/14，离端第二支座-1/11，中间跨支座-1/14 边跨支座：MA=-1/16(g+q)l012==-1/16×7.6×1.752=-1.45KN.m 边跨跨中：MI11(gq)lo127.61.7521.66kN.m 1414离端第二支座： MI=-1/14(g+q)l012=-2.116KN.m

离端第二跨跨中：MⅡ=1/16(g+q)l012==1/16×7.6×1.752=1.45KN.m

五．正截面受弯承载力计算.

板厚100mm,ho=100-20=80mm,C20混凝土，α1=1，fc=9.6KN/mm2, HPB235钢筋，fg=210KN/mm2,板的配筋如下： 板的配筋计算

截面 A I B Ⅱ C 弯矩设计值 -1.45 1.66 -2.12 1.45 -1.66

sM 0.024 0.027 0.035 0.024 0.027

1fcbhO2112s 0.024 0.027 0.036 0.024 0.027 计算配筋

ASbhofcfy（mm） 87.8 98.7 131.66 87.8 98.7

实际配筋： φ6@280 φ6@280 φ6@200 φ6@280 φ6@280 配筋面积： 101 101 141 101 101

次梁设计

取b×h=200×400mm 1. 荷载计算 恒荷载标准值

板传递的荷载： 3.3×91.95=6.61KN/m

次梁自重： 0.2×（0.4-0.1）×25=1.5KN/m

次梁粉刷： （0.4-0.1）×2×0.02×17=0.204KN/m

--------------------------------------------------------------------------------------------------------- 小计： 16.74KN/m 活载标准值：2.5×1.95=4.875KN/m

总设计值：g+q=16.74×1.2+4.875×1.4=20.09+6.825=26.92KN/m 2. 计算跨度

Lo=3900-300mm=3600mm 3.内力计算：

（1）弯矩设计值 M=αms(g+q)l02

查表可知：边跨，跨中取1/14，边支座取-1/24，离端第二支座-1/11 则：

MI= 1/14×26.92×3.62=24.92KN.m

MA=-1/24×26.92×3.62=-14.KN.m

MB=-1/11×26.92×3.62=-31.72KN.m

（2）剪力设计值 V=αvb(g+q)ln 则：

VBL=0.55×26.92×3.6=53.30KN

VBR=0.55×26.92×3.6=53.30KN

VA=0.5×26.92×3.6=48.46KN4.承载力计算：

l承载力按T形截面计算：bf，=1300mm

3按第一类截面计算：

26.9210M

对A支座：s==0.021221fcbhO1.09.610003656112s=1-120.021=0.021

s(112S)/2=0.9

M26.92106As==248.6mm2

sfyh00.9300365选配214 AS=308mm2

M31.72106对B支座：s==0.124 221fcbhO1.09.6200365112s=0.133 s(112S)/2=0.934

M31.72106As==310.15mm2

sfyh00.934300365选配214 AS=308mm2 截面尺寸符合,计算箍筋 计算箍筋配置 假设配置6@200

Asvho S =0.7×1.10×200×365+1.25×210×（101/2）×365 =56.21+47.9=104.2KN 〉Vmax=53.3kN Vcs0.7ftbho1.25fyv实际仅依靠砼的抗剪能力就能满足要求，6@200实按构造配置. 3. 斜截面承载力

验算截面尺寸 hW=ho—h`f=365—100=265mm

hw2651.3254 b200故 0.25fcbho=0.251.1365200=175.2KN>V=53.3kN

0.7ftbho=0.071.1365200=56.2KN>53.30KN

2

最小配箍：AS=bs=0.2%×200×200=808@200=101mm

配置6@200 满足要求 双肢筋 配筋图如下所示：

 雨蓬计算

1、板面采用有组织排水，在板周边设一个落水管2%坡度排水，如图：

2、雨蓬板和雨蓬梁的承载力计算 1）雨蓬板的计算，a）恒荷载的计算

20厚防水砂浆面层 0.02200.4KN板自重 0.08252KNLO139002.6 〉2 按单向板计算 L021500m2

m2板底抹灰 0.02170.34KN2%的排水坡度 11002%m2

11200.22KN/m2 21000

合计：

gk=2.96KN/m2

b）活荷载标准值 0.7KNm22

g+q=1.2×2.96+1.4×0.7=3.552+9.8=13.352KN/m 取q’=g+q=13.36KN/m2

c）弯矩设计值

Mmax=1/8(g+q)l计2=1/8×（13.36）×1.12=2.02KN.m

d）配筋计算： 查表得

板厚80mm h0=80-20=60mm 砼采用C20，则fc9.6N钢筋采用HPB235 则fg210N代入： smm2，1=1.0

mm2 o1.0

0M1fcbh021.02.02106 =0.058 21.09.6100060 112s1120.0580.060

s(112s)/2(1120.058)/20.97

M2.02106165.3mm2 故： As=

sfyh00.9721060（1） 选配钢筋6@170（As=166mm2）

（2） 雨蓬板底钢筋按构选配筋：分布钢筋选用6@200 （3） 在YPL-1、YPL-2处只需按构造配筋，采用 6@200

验算如下：

（a） 荷载计算：

1111 ~)3900400 (~)h200121823计算如下：

对YPL-2，( 梁侧粉刷： （0.4-0.08）×2×17×0.02=0.218 KNmm

梁 自 重 ： 0.2× （0.4-0.08）× 25 =1.6 KN 雨蓬板传来的恒载标准值： 2.96 ×1.1/2=1.628KNm

合计 gk=3.446KN恒荷载设计值：1.2×3.446=4.135KN活载设计值： 0.7×1.1/2=0.385KNg+q=4.135+0.385=4.52KN内力计算： 故M中=

m

m

mm1×4.52×3.92 =8.59KN

m8s0M1fcbh021.08.59106=0.034 21.09.6200365s(112s)/2(1120.034)/20.991

M8.591062

则：As==113mm 2sfyh02100.991365选用 210（As = 157mm2） m验算截面尺寸 hW=ho=365mm

hw3654 b200V支=3.9×3.9/2=7.6 KN故 0.25fcbho=0.259.6200365=175.2KN>V=7.6KN

0.7ftbho=0.71.1200365=56.2KN>V=7.6KN 砼已满足抗剪要求，只需按构造配筋

y最小配箍 svmin0.02ffyv9.60.0221049.14 10ASV=ρbS=9.14×10-4×200×200=36.56 KN配置6@200 满足要求

m

对YPL-1 b=200mm h=500mm 计算如下：

a）荷载计算：

梁侧粉刷： (0.50.08)20.4KN0mm

梁自重： 0.2(0.50.08)2KN5 合计 2.436KN恒荷载设计值： 1.22.436活载设计值：

0.7×1.4×1.1=1.078 KN总设计值：

g+q=2.923+1.078=4.0KNmmm

KN2.923

m

YPL-2传来恒载：

恒载：4.135×3.9/2=8.06KN

活载： 0.385×3.9/2=0.75KN P=8.06+0.75=8.81KN 支座处弯矩最大为：

M中=1/2(g+q)l02+p0l0 =1/2×4.0×1.12+8.81×1.1=14.53KN.m

s0M1fcbh021.014.53106=0.035 21.09.6200465112s1120.0350.036b0.614

s(112s)/2(1120.035)/20.991

则：

M14.53106As==150.1mm2

sfyh02100.991210465选用 210 （As = 157mm） 支座剪力： V支=4.0×1.1+8.81=13.21KN 验算截面尺寸

0.7ftbho=0.71.1200465=71.61KN>V=13.21KN 截面满足要求，只需按构造配筋 最小配箍 svmin0.022

fyfyv0.029.69.14104 210Asvbs9.1410420020036.56mm2

配置6@200 满足要求 考虑抗震要求，端部加密6@100 配筋图如下：



现浇楼梯计算

踏步尺寸150mm320mm，采用C20混凝土，板采用HPB235钢筋，梁纵筋采用HPB335钢筋，楼梯上均布活荷载标准值qk=3.5KN/m

2

1、 楼梯板计算

板倾斜度 tanα=150/320=15/32 cosα=0.91 取1m宽板带计算单元 1）荷载计算 梯段板荷载

恒载：水磨石面层 （0.32+0.15）0.65/0.32=0.955KN/m 三角形踏步 （15/32）250.1510.32（1/0.32）=1.76 KN/m

斜 板 10.12251/0.91=3.30KN/m 板底抹灰 10.02171/0.91=0.374KN/m

合计 gK=6.3KN/m

活载 qK=3.5KN/m

恒荷载分项系数 G1.2，活荷载分项系数 Q1.4 基本组合的总荷载设计值 P=6.31.2+1.43.5=12.57KN/m 2）截面设计

板的水平跨度ln=3.6m，弯矩设计值 M=1/10P ln2 =1/1012.573.62

M16.29106s=0.169

1fcbh021.09.610001002112s1120.1690.186b0.614 可以

s(112s)/2(1120.169)/20.956

M16.29106As==811.4mm2

sfyh02100.956100选配钢筋

选10@90 (As=872mm2)

分布钢筋每级踏步1根8

2、平台板计算

取平台板厚h=80mm，取1m宽板带计算 1） 荷载计算

恒载： 水磨石面层 0.65KN/m 80厚砼板 0.0825=2KN/m

板底抹灰

0.0217=0.34KN/m

合计 gk=2.99KN/m 活载 qk=3.5KN/m 总荷载设计值： P=1.43.5+1.22.99=8.488KN/m 2） 截面设计

平台板的计算跨度lo=2.4m 弯矩设计值 M=

110pl21O=108.4882.424.kN.m

板的有效高度：ho=80-20=60mm

采用C20 砼 fc=9.6N/mm2

HPB235钢筋 fy=210N/mm2

b0.614

则M4.106s201fcbh01.09.61000602.141 112s1120.1410.153b0.614

满足要求

s(11s)/2(110.141)/20.963

AM4.106sf=.96360403mm2

syh02100

选配8@120 AS=419mm2

分布钢筋6@200 3） 板支座处配筋

将其视为固端M12I14(gq)lo121147.61.751.66kN.mM112Plo21128.4882.424.10kN.m60M1.04.1010s21fcbh01.09.610006020.120 则

s(11s)/2(110.12)/20.970

AM4.10106sh=335.5mm2

sfy02100.9721060选配钢筋8@150 AS=335mm2

3、平台梁PTL1计算 截面尺寸：bh=200400mm 1） 荷载计算

恒栽： 梁自重 0.2（0.4—0.08）25=1.6KN/m 梁侧粉刷 0.02（0.4—0.08）217=0.22KN/m 平台板 2.992.4/2=3.59KN/m 梯段板 6.33.6/2=11.5KN/m 合计 gk=16.91KN/m

活载

qk=3.5 （3.622.42）10.5kN.m 总荷载设计值 p=16.911.2+10.51.4=35.0KN

2） 截面设计

计算跨度 即为中心轴线距 L0=3.9m

弯矩设计值 M18Plo211235.03.9266.5kN.m 剪力设计值 V=

12Pl1n235.03.9268.25kN.m 采用C20砼 fC=9.6N/mm2 HPB335钢筋

fy=300N/mm2

b=0.614

截面按倒L形计算 bf=b5hf200580600mm，有效高度

ho=400

35=365mm

判别L形截面类型 1fcb`fh`f(hoh`f2)1.09.660080(365802)149.76KNm >M=66.5KN·m

属于第一类L形截面类型，

0M1.066.5106s1fcbh2f1.09.660036520.086 112s1120.0860.090b0.614

满足要求

—

s(11s)/2(110.086)/20.978

M66.5106As=620.9mm2

sfyh03000.978365选配：316 AS=603.3mm2 3）斜截面受剪承载力计算

配置6@200双肢箍筋

Vcs0.7ftbho1.25fyvAsvho S =83.325KN>V=68.25KN 满足要求

对PTL-1 由于楼面平台板与梯段板传来的荷载不一致，-可能会出现扭转，故上部采用构造筋12

PTL-1配筋图如下：

4、平台梁PTL2计算 bh=240400mm 1） 荷载计算

恒载 梁自重 0.24（0.4—0.08）25=1.6KN/m 梁粉刷 0.02（0.4—0.08）217=0.2176KN/m 平台板荷载 2.992.4/2=3.588KN/m

活载

qk=3.52.44.2KN/m 2

2） 截面设计 计算跨度

总荷载设计值

lo=3.9m

P=1.2（3.588+0.217+1.6）+1.43.588=11.51KN/m

弯矩设计值

11MPlo211.513.9221.88kN.m

88剪力设计值

V11Pln11.513.922.44kN. 22

ho=400—35=365mm

b`f=600mm

1fcbfhf(h0hf2)1.09.6600(36580)80149.76kN.mM21.88kN.m 2满足要求

经判别属于第一类L形截面

s0M1fcbh021.021.881060.0285 1.09.66003652112s1120.02850.029b0.614

s(11s)/2(110.0285)/20.993

M21.88106As201.2mm2 =

sfyh03000.993365 选用 310 AS=235.5mm

PTL-2也存在扭转力矩，相对PTL-1较小 故采用10 斜面截面受剪力承载力计算

配置 6@200双肢箍 Vcs0.7ftbho1.25fyv

=83.325KN>V=68.25KN 满足要求

2

Asvho S

梯段板和平台板的配筋如下：

19501202002002400

120400200

框架荷载、内力计算 一、确定计算简图 1、 计算单元 2、 计算简图

假定框架与基础固定，且嵌固于基础顶面.框架梁与柱节点刚结.由于各层柱的截面尺寸不变，则梁跨等于柱截面形心轴线之间的距离，底层柱高从基础顶面算至二楼板底，基顶标高根据地质条件暂定—0.9m，则底层柱高为（3.9+0.9）=4.8m，其余各层柱高为层高，均为3.9m，

2400顶层为板面至顶棚板底，所以高为（3.9-0.1）=3.8m。

框架计算简图

3900

3900

4800

7800 2400 7800

J

G

F C

3、 杆件尺寸估算 砼 梁：C20则Ec=2.55104N/mm2 柱： C30 则Ec=3.00104N/mm2 横向框架梁（边跨） 则 h=(

h=(

b=(～)h

11～) 1216121311取 h=500mm ～)7800（650~487.5）mm

121611 b=(～)600（300~200）mm 取 b=250mm

2311 h=（1～1.5）b ～)底层柱高

15201 b=4500300mm 取b=300mm

15 b=(

取h=400mm

纵向连续梁（边跨），考虑纵梁兼做窗过梁，所以取h=600mm b=250mm 框架柱 则

h=（1～1.5）b 横向框架梁（中跨） 取b=250mm h=400mm 纵向连续梁（中跨） 取b=250mm h=400mm

4、 惯性矩线刚度计算

其中在求梁截面惯性矩时考虑到现浇楼板的作用，取I=2I0（I0为不考虑楼板翼缘作用的梁截面惯性矩）： 横向框架

10.2520.53EI12边跨梁 I边梁=17.03KN.mm L7.8125.510620.250.43EI12 中跨梁 I中梁=28.33KN.m L2.41301060.30.43EI12 底 层柱 I底层柱=10KN.m L4.81301060.30.43EI12 其余各层柱 I余层柱=12.31KN.m L3.925.5106=1 令 i边梁则其余杆的相对线刚度为：

28.331.66 17.0312.31= i上柱0.72

17.0310= i底柱0.59

17.03= i中梁

框架梁住相对线刚度如图所示，作为计算各节点杆端弯矩分配系数的依据

二、各种荷载设计值计算。 （1）屋面框架相关荷载计算

20mm厚水泥沙浆面层 0.02×20=0.40kN/m2 采用保温层（找坡）卷材防水屋面

三毡四油，冷底子油一度铺小石子 0.3KN/m2

15mm厚1：3水泥砂浆找平： 0.015×20=0.30kN/m2 （2%找坡）膨胀珍珠岩保温层 ： 15×（0.02+0.2）/2=1.725 kN/m2

20mm厚1：3水泥砂浆找平： 0.02×20=0.40kN/m2 120mm厚现浇混泥土屋面板： 0.12 ×25=3.0kN/m2 恒载 20mm厚石灰抹灰： 0.34kN/m2

小计： 5.905kN/m2

边跨框架梁自重： 0.25×0.5×25=3.13kN/m 梁侧粉刷： 2×（0.5-0.12）×17×0.02=0.272kN/m 小计： 3.572KN/m

屋面板传给次梁荷载： 5.9051.95=11.515KN/m 中跨（GF跨）框架梁自重： 0.25×0.40×25=2.5kN/m 梁侧粉刷： 2×（0.4-0.12）×17×0.02=0.190 kN/m 小计： 2.69KN/m 屋面边跨（JG、FC）梁荷载标准值： 3.572kN/m 屋面边跨（JG、FC）梁荷载设计值： 1.2×3.572=4.286kN/m 屋面板传给中跨（GF）框架梁荷载： （5/8）×5.905×2.4=8.86 kN/m 中跨（GF）跨框架线荷载标准值： 2.69+8.86=11.55KN/m 设计值： 1.211.55=13.86KN/m

边柱连系梁自重： 0.25×0.60×4.5×25=16.kN 梁侧粉刷： 2×（0.6-0.1）×17×0.02×4.5=1.53kN 1.2m高女儿墙自重： 0.18×19×4.5×1.2=23.09 kN 1.2m高女儿墙粉刷： 1.2×0.025×2×17×4.5=5.738kN 连系梁传来屋面自重： 1.95×0.5×4.5×5.905=25.91kN 顶层边节点集中荷载标准值： 73.158kN 顶层边节点集中荷载设计值： 1.2×73.158=87.79kN

中柱连系梁自重： 0.25×0.40×4.5×25=11.25kN 梁侧粉刷： 2×（0.40-0.1）×17×0.02×4.5=0.918kN 连系梁传来屋面自重： 5.905×0.5×1.8×4.5+0.861×0.5×5.905×2.4×4.5=53.36kN 顶层中节点集中荷载标准值： 65.53kN 顶层中节点集中荷载设计值： 1.2×65.53=78.63kN

设次梁截面为200mm400mm

屋面次梁自重： 0.2×0.40×4.5×25=9kN 次梁粉刷： 2×0.02×（0.40-0.1）×17×4.5=0.918kN 屋面板传递集中荷载： 5.905×1.95×4.5=51.82kN 次梁集中荷载标准值： 61.738kN 次梁集中荷载设计值： 1.2×61.738=74.09kN （2）标准层框架相关荷载计算

30mm厚预制彩色水磨石面层： 0.65 kN/m2 （10mm水磨石面层，20mm水泥沙浆打底）

100mm厚现浇钢筋混凝土楼板： 0.1025=2.5 kN/m2 20厚板底抹灰： 0.02×17=0.34 kN/m2 楼面恒荷载： 3.29 kN/m2

设计值： 1.23.29=3.948 kN/m2 边跨框架梁及梁侧粉刷： 3.572 kN/m 中跨框架梁及梁侧粉刷： 2.69 kN/m 楼面板传给中跨（GF）框架梁荷载： （5/8）×3.29×2.4=4.935 kN/m 边跨（JG、FC）框架梁线荷载标准值： 3.572 kN/m 设计值： 1.23.572=4.286 kN/m 中跨（GF）跨框架线荷载标准值： 4.935+2.69=7.625KN/m 设计值： 1.27.625=9.15KN/m

边柱连系梁自重： 16.kN 边柱连系梁粉刷： 1.531kN 窗自重： 2.4×4.2×0.45=4.536kN

窗下墙体自重： 0.24×0.9×4.2×19=17.24kN 窗下墙体粉刷： 2×0.02×0.9×4.5×17=2.7kN 窗边墙体自重： （无） 窗边墙体粉刷： （无）

框架柱自重： 0.30×0.40×3.90×25=11.7kN 连系梁传来楼面自重： 1/23.294.51.95=14.43KN 框架柱粉刷： （1.4-0.48）×0.02×3.90×17=1.22kN 标准层边柱集中荷载标准值： 70.3kN 标准层边柱集中荷载设计值： 1.2×70.3=84.36kN 中柱连系梁自重： 11.25kN 中柱连系梁粉刷： 0.918kN 内纵墙自重： 4.5×（3.90-0.5）×0.2419=69.77kN 内纵墙粉刷： 4.5×（3.90-0.3）×0.02×17×2=10.4kN 扣除门窗洞加上门窗重：2.4×0.90×45+0.2×1.02.1-（2.1×1.0+2.4×0.9）0.24

（19+0.02217）=18.72KN

连系梁传来楼面自重： 0.8613.290.54.52.4+0.5×4.5×1.95×3.29=29.7KN 框架柱自重及粉刷： 13.65+1.35=15kN 标准层中结点集中荷载标准值： 116.2kN 标准层中结点集中荷载设计值： 1.2×116.2=139.5kN

次梁自重： 9kN/m 梁粉刷： 0.918kN/m 次梁传来集中荷载： 3.291.954.5=28.87KN 标准层次梁与框架梁节点集中荷载标准值： 38.79kN/m 设计值 1.2×38.79=46.55kN/m （3）底层框架相关荷载计算 基础梁：bh=250mm400mm 基础梁自重： 0.25×0.40×4.5×25=11.25kN 窗自重： 4.536kN

窗下墙体自重： 0.24×1.8×4.2×19=34.5kN 窗下墙体粉刷： 20.021.84.217=5.14kN 窗边墙自重： 无

窗边墙粉刷： 无 框架柱自重： 0.3×0.40×4.8×25=14.4kN 框架柱粉刷： （1.4-0.48）×0.02×4.8×17=1.50kN 底层边柱集中荷载标准值： 71.33kN

底层边柱集中荷载设计值： 1.2×71.33=85.6kN 基础梁自重： 11.25kN 内纵墙自重： 0.24×（4.8-0.9）×4.219=74.69kN

扣除门窗洞加上门窗重： -18.72KN 框架柱自重： 14.4kN 框架柱粉刷： 1.50kN 底层边柱集中荷载标准值： 83.12kN 底层边柱集中荷载设计值： 1.2×83.12=99.75kN

（4）活荷载计算

1.屋面框架活荷载计算

中跨主梁由屋面传递的均布活荷载设计值： (5/8) ×1.4×0.5×2.43×2=6.3kN/m 屋面传递给次梁的活荷载设计值： 3×1.95×4.5×1.4=36.9kN 屋面传递给边跨连系梁活荷载设计值： 1.41.950.53×4.5=18.45kN 屋面传递给中跨连系梁活荷载设计值：0.5×1.4×1.95×4.5+0.5×0.942×2.0×2.44.5×

1.4=23.53kN

2.标准层活载设计值

中跨主梁均布活载设计值： (5/8) ×1.4×0.5×2.422=4.2kN/m 楼面传递给次梁的活荷载设计值： 2.0×1.95×4.5×1.4=24.57kN 楼面传递给边跨连系梁活荷载设计值： 1.41.950.52.04.5=12.29kN 屋面传递给中跨连系梁活荷载设计值：1.4×1.95×4.52.00.5+0.5×0.942×2.0×4.5

×1.4=18.22kN

恒载作用、活载作用下结构计算简图如下所示：

（5）作用于屋面梁和楼面节点处集中风载计算

风压标准值计算公式为：WKSSZW0，其中Z为风振系数，由于本建筑高度H=13.2m<30.00m，可以取z1.0；对于矩形平面，风荷载体系数s1.3；风压高度系数z可查规范；由设计资料可知w00.4kN/m。将风荷载换算成作用于框架每层节点上的集中荷载，计算过程如下表，表中z为框架节点至室外地面的高度，A为一榀框架各层节点的受风面积。

风荷载计算表 层数 3 2 1

2z 1.0 1.0 1.0 s 1.3 1.3 1.3 Z(m) 12.3 8.4 4.5 z 1.06 1.00 1.00 w0(kN/m2) 0.4 0.4 0.4 A(m2) Pwk(kN) Pw(kN) 15.53 17.55 19.575 8.56 9.126 10.18 11.98 12.78 14.25 风荷载计算简图（KN）

风荷载作用下的内力计算：

框架在风荷载作用下（以左向右吹）的内力用D值法进行计算，其步骤为： ⒈求各柱反弯点处的剪力值 ⒉求各柱反弯点高度

⒊求各柱杆端弯矩及梁端弯矩

根据各柱分配到的剪力及反弯点位置yh计算第i层第j个柱的柱端弯矩 上端弯矩：Mtjt=Vij.h.(1-y) 下端弯矩：Vijb=Vij.hy

由柱端弯矩，并根据节点平衡计算梁端弯矩 对于边跨端弯矩：Mbi=Mijt+Mi+1.jb

对于中跨，由于梁端弯矩与梁线刚度成正比，因此： Mbi=(Mijt+MI+1,jb).

ibllribib

由表查反弯点：

确定柱反弯点高度系数

n :为总层数，j:为所在层 k:梁柱线刚度比 y0标准反弯点高度比（由n,j,k值查表确定） α1上下梁刚度变化时的刚度比 α2上层层高/下层计算层层高 α3下层层高/本层层高 层数：3 ， 边柱

n=3 j=3 k=1.39 y0=0.37 1=1 y1=0 y=0.37+0=0.37

层数 层剪力（KN） 边柱D值 中柱D值 D 每根边柱剪力（KN） 每根中柱剪力（KN） 3 2 1 11111.662 K1.39 K 20.7220.72K12ic =3.69 D.2 = K12ic11.98 2KhD. K2h21.39120.723.69120.72 21.3923.693.923.92=0.233 =0.368 K=1.39 K=3.69 24.76 D=0.233 D=0.368 1.0 K1.695 39.01 0.59D0.5K12ic.2= 2Kh 1.202 V30.23311.981.202 =2.32KN 0.3681.202×11.98= 3.67KN V3 1.202 0.9 1.39120.72 221.393.9=0.208 中柱 11.4 0.630.54.51120.59D.24.514.52=0.269 K0.2330.36824.76V31.2021.202=4.80KN ×24.76= 7.58KN 0.2690.208V239.01V139.010.90.9 =8.51KN ×39.01 =10.10KN V2n=3 j=3 k=3.69 y0=0.45 1=1 y1=0 y=y0=0.45

层数：2 ， 边柱

n=3 j=2 k=1.39 y0=0.45 1=1 y1=0 34.51.15 3.9y30 y=y.+y1+y2+y3=0.45

中柱

n=3 j=2 k=3.69 y0=0.5 y1=0=y2y3 y=0.5

层数：1 ， 边柱

n=3 j=1 k=1.695 y0=0.58 y2=0 2 y=0.58 中柱

3.90.87 4.5n=3 j=1 k=4.51 y0=0.55 2y=0.55

3.90.87 y1=0=y2y3 4.5

风荷载作用下的M图 （KNm）

风荷载作用下的V图（KN）

风荷载作用下的N图（KN）

四 框架内力计算

1、 恒载设计值作用下内力计算

中间跨GF杆线刚度乘0.5修正系数可求得节点各杆端弯矩分配系数如图（利用对称性 的内力计算） 荷载引起的固端弯矩

n21p 将集中荷载转化成均布荷载p’=nl

转化后的恒载等效弯矩图（KN.m）

转化后的活载等效弯矩图（KN.m）

a） 屋面

MgJW,GWl27.82.q35.6180.5kN.m

1212MgCW,FWl27.82.q35.6180.5kN.m 1212l22.42.q13.866.65kN.m

1212l22.42.q13.866.65kN.m 1212 MgGW,FWMgFW,GWB）标准层楼面梁

MgJb,Gbl27.82.q22.38113.5kN.m

1212l27.82.q22.38113.5kN.m 1212l22.42.q9.154.40kN.m1212l22.42.q9.154.40kN.m 12121i1k

2iik

MgCb,Fb

MgGb,Fb

MgFW,GW由于结构柱中心与墙中心重合，所以无偏心。 C）计算分配系数

'ik11.00.291

21.00.7210.72140.209

21.00.7211.660.5230.163

21.00.721.660.510.7252580.088

21.00.7221.6612121.00.1221.00.7221.6641 4771010.720.148 21.00.72210.720.148

21.00.72210.590.12820.590.721.011.00.217 20.590.721.010.51.660.132

20.590.721.01.660.511.0870.126

20.590.721.01.6610.72850.088

20.590.721.01.6611.0450.205

21.00.72211.660.5560.0

20.51.660.7221.011.0210.196

20.51.660.721.010.72740.156

20.590.721.010.598110.069

20.590.721.01.6611.66220.246

21.660.721.010.72250.107

21.660.721.011.66550.202

21.660.721.00.7211.66880.209

20.590.721.01.6611.66220.246

21.660.721.078

2、 活载作用下的内力计算

活载直接作用于FG跨时的内力，荷载对称 荷载引起的固端弯矩

1qMw0.31.224.KN.m

21q2标准层 Mb4.21.23.02KN.m

2屋面

恒载迭代法计算

恒载作用下M图（KNm）

恒载作用下V图（KN）

恒载作用下的N图（KN）

活载在GF跨的计算简图

活载在GF跨时的迭代计算

活载在GF跨的最后杆端弯矩

活载作用在GF跨的M图（KNm）

活载作用在GF跨时V图（KN）

活载作用在GF跨时N图（KN）

3、 活载设计值作用在JG跨时的内力计算

活载作用在JG跨时的计算简图（KN） 计算汇交于每个节点各杆的转角分配系数

'ik1i1k

2iik荷载引起的固端弯矩： 屋面

MJw,Gw43.68qq7.8275.71KNm 33MGw,Jw75.71KNm

qMJb,GwqMGb,Jb标准层

116.87.8285.18KNm12 85.18KNm

活载在JG跨迭代法计算

修正后的弯矩图（KN.m）

内力组合：

根据最不利而又可能的原则进行内力组合，进行承载力计算： ①恒载标准值1.2

②恒载标准1.2+屋面活载1.4

③恒载标准值1.2+0.85（活载标准值+风载标准值）1.4 ④恒载标准值1.2+活载标准值1.4+0.6风载标准值1.4 当

qk0.3~1时，（M，N，V）设计值/1.25 gk框架梁柱配筋计算 1.框架梁配筋计算

框架梁\\柱截面配置应满足承载力的要求，对于梁和o/h0.55的偏心受压柱还应足裂缝宽度要求，当梁的截面尺寸在常用高跨比范围内时，其挠度一般可以不必验算。

1） 支座截面的配筋可考虑柱的支承宽度的影响，即按支座边缘截面的弯矩计算，其 值为：

M计M组V组b/2

支支支支 其中：M计:支座边缘截面的弯矩设计值

支M组:支座中线组合弯矩设计值

用于承载力计算的框架荷载效应组合表

梁编号 截面 左 WL-JG 中 右 左 WL-GF 中 右 左 2L-JG 中 右 左 2L-GF 中 右 左 1L-JG 中 右 左 1L-FC 中 右 内力KN(KN.M) M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V 恒载 1 -99.68 120.82 194.4 -44.08 -1.6 -134.9 -80.21 16.63 -70.23 0 -80.21 16.63 -100.19 86.21 112.7 -23.61 -102.74 -86.88 -14.04 10.98 -7.45 0 -14.04 -10.98 -79.72 88.88 143.5 -25.94 -100.48 -.21 -37.5 10.98 -30.91 0 -37.5 -10.98 活载 2 -48.33 50.85 78 -22.95 -83.43 -59.85 -53.12 28.72 -18.66 28.72 -18.7 28.72 -51.67 36.43 42.5 -12.71 -55 -37.28 -18. 10. -5.47 10. 7.6 10. -40.97 35.12 48.09 -14.03 -.6 -38.6 -25.1 13.88 -8.45 13.88 8.2 13.88 活载 3 0.249 -0.16 -0.378 -0.16 -1.005 -0.16 -2.046 7.58 2.49 0 -2.046 7.58 0.215 -0.08 -0.101 -0.08 -0.418 -0.08 -1.842 5.04 1.182 0 -1.842 -5.04 0.174 -0.09 -0.172 -0.09 -0.537 -0.09 -1.522 5.04 1.502 0 -1.522 -5.04 活载 4 -1.86 1.19 2.79 -1.19 7.43 1.19 15.8 -28.72 -18.7 28.72 -53.12 -28.72 -0.674 1.19 0.288 -10. 1.25 10. 7.6 -10. -5.74 10. -18. 10. -1.118 0.55 1.036 -0.55 3.19 0.55 8.22 -13.88 -8.45 13.88 -25.1 -13.88 左风 右风 5 6 5.7 -5.7 -1.462 1.462 0 0 -1.462 1.462 -5.7 5.71 -1.462 1.462 2.1 -2.1 -1.75 1.75 0 0 1.75 -1.75 -2.1 2.1 1.75 -1.75 13.55 -13.55 -3.47 3.47 0 0 -3.47 3.47 -13.55 13.55 -3.47 3.47 6.52 -6.52 -5.43 5.43 0 0 5.43 -5.43 -6.52 6.52 -5.43 5.43 24.6 -24.6 -6.31 6.31 0 0 -6.31 6.31 -24.6 24.6 -6.31 6.31 9.36 -9.36 -7.8 7.8 0 0 7.8 -7.8 -9.36 9.36 -7.8 7.8 按M，V，N分别除以1.25近似得原始标准值，以便进行组合

梁编号

截面 左 WL-JG 中 右 左 WL-GF 中 右 左 2L-JG 中 右 左 2L-GF 中 右 左 1L-JG 中 右 左 1L-GF 中 右

用于承载力计算的框架荷载效应组合表（续表） 内力KN(KN.M) M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V M V 恒载 1 -79.744 96.656 155.52 -35.2 -123.68 -107.92 -.168 13.304 -56.184 0 -.168 13.304 -80.152 68.968 90.16 -18.888 -82.192 -69.504 -11.232 8.784 -5.96 0 -11.232 -8.784 -63.776 71.104 114.8 -20.752 -80.384 -71.368 -30 8.784 -24.728 0 -30 -8.784 活载 2 -38.6 40.68 62.4 -18.36 -66.744 -47.88 -42.496 22.976 -14.928 22.976 -14.96 22.976 -41.336 29.144 34 -10.168 -44 -29.824 -14.832 8.712 -4.376 8.712 6.08 8.712 -32.776 28.096 38.472 -11.224 -43.68 -30.88 -20.08 11.104 -6.76 11.104 6.56 11.104 活载 3 0.1992 -0.128 -0.3024 -0.128 -0.804 -0.128 -1.6368 6.0 1.992 0 -1.6368 6.0 0.172 -0.0 -0.0808 -0.0 -0.3344 -0.0 -1.4736 4.032 0.9456 0 -1.4736 -4.032 0.1392 -0.072 -0.1376 -0.072 -0.4296 -0.072 -1.2176 4.032 1.2016 0 -1.2176 -4.032 活载 左风 4 5 -1.488 4.56 0.952 -1.1696 2.232 0 -0.952 -1.1696 5.944 -4.56 0.952 -1.1696 12. 1.68 -22.976 -1.4 -14.96 0 22.976 1.4 -42.496 -1.68 -22.976 1.4 -0.5392 10.84 0.952 -2.776 0.2304 0 -8.712 -2.776 1 -10.84 8.712 -2.776 6.08 5.216 -8.712 -4.344 -4.592 0 8.712 4.344 -14.832 -5.216 8.712 -4.344 -0.44 19.68 0.44 -5.048 0.8288 0 -0.44 -5.048 2.552 -19.68 0.44 -5.048 6.576 7.488 -11.104 -6.24 -6.76 0 11.104 6.24 -20.08 -7.488 -11.104 -6.24 右风

6 -4.56 1.1696 0 1.1696 4.568 1.1696 -1.68 1.4 0 -1.4 1.68 -1.4 -10.84 2.776 0 2.776 10.84 2.776 -5.216 4.344 0 -4.344 5.216 4.344 -19.68 5.048 0 5.048 19.68 5.048 -7.488 6.24 0 -6.24 7.488 6.24 梁编号 +Mmax及相应的V 组合项目 WL-JG 1*1.2+(2+4)*1.4 WL-GF 2L-JG 1*1.2+(4+2)*1.4 2L-GF 1L-JG 1*1.2+(2+3)*1.4 1L-GF

用于承载力计算的框架荷载效应组合表

组合值 277.11 -69.35 156.11 -49.10 192.78 -41.23 -Mmax及相应的V 组合项目 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+3)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4 1*1.2+(2+3+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 组合值 |V|max及相应的M 组合项目 组合值 -155.74 1*1.2+(2+4)*1.4+-155.74 6*1.4*0.6 175.25 175.25 -246.81 1*1.2+(2+3)*1.4+-246.81 5*1.4*0.6 -197.70 -197.70 -140.20 1*1.2+(2+3)*1.4+-140.20 6*1.4*0.6 57.80 57.80 -109.26 .33 1*1.2+(2+4)* 1.4 -109.26 .33 -161.14 1*1.2+(2+3+4)*1.-161.14 4+5*1.4*0.6 25.63 25.63 -163.91 1*1.2+(2+4)*1.4+-163.91 6*1.4*0.6 127.23 127.23 1*1.2+(2+3)*1.4+5*-135.28 1*1.2+(2+3)*1.4+-169.80 1.4*0.6 -111.16 5*1.4*0.6 -127.58 1*1.2+(3+2)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+3)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(3+2)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 -44.51 31.28 -23.95 -44.51 -31.28 -130.73 1*1.2+(3+2)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)* 1.4 1*1.2+4*1.4+5* 1.4*0.6 -40.69 32.03 8.48 0.00 -40.69 -7. 0×1.2+（1+3）-140.20 112.2 1.4+5×0.6×1.4 129.52 -174.75 -133.21 -72.21 36.97 -48.60 31.09 -174.75 1*1.2+(2+3)*1.4-133.21 +5*1.4*0.6 -72.11 1*1.2+(3+2)*1.4+36.97 6*1.4*0.6 -48.60 31.09 1*1.2+(2+4)*1.4 -72.11 1*1.2+4*1.4+5*1.-72.11 4*0.6 -36.97 -36.97 柱编号 截面 内力 恒载 活载 活载 活载 左风 右风 上 Z-Jw 下 上 Z-Gw 下 上 Z-J2 下 上 Z-G2 下 上 Z-J1 下 上 Z-G1 下 M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V 1 99.84 208.61 -62.98 221.53 -41.7 -74.25 230.16 53.07 243.08 32.65 37.48 379.2 -47.84 392.12 -21.88 -35.68 515. 39.47 528.46 19.27 31.84 552.4 -15.92 565.32 -9.99 -23.5 755.23 11.79 768.15 7.35 2 48.07 69.3 -31.7 69.3 -20.45 -29.12 112.1 20.98 112.1 12.85 20.07 118.02 -24.81 118.02 -11.51 -14.73 178.49 16.61 178.49 8.04 16.16 165.43 -8.081 165.43 -5.05 -9.28 249.19 4. 249.19 2.9 3 -0.249 -0.16 0.135 -0.16 0.098 1.042 31.27 -0.815 31.27 -0.48 0.06 -0.24 0.099 -0.24 0.04 0.609 .61 -0.63 .61 -0.318 -0.076 -0.33 0.038 -0.33 0.024 0.3 77.96 -0.177 77.96 -0.11 4 5 1.85 -5.7 1.19 -1.462 -1.032 3.35 1.19 -1.462 -0.74 2.32 -6.6 -7.8 -29.91 -0.288 4.03 6.51 -29.91 -0.288 2.73 3.67 0.371 -10.2 1.93 -4.932 -0.529 8.52 1.93 -4.932 -0.23 4.8 -2.26 -13.56 -1.36 -2.248 3.052 13.56 -1.36 -2.248 41.05 7.58 0.376 -16.08 2.05 -11.242 -0.188 22.2 2.05 -11.242 -0.12 8.51 -19.32 -20.4 -55.48 -3.74 0.97 25.05 -55.48 -3.74 0.6 10.1 6 5.7 1.462 -3.35 1.462 -2.32 7.8 0.288 -6.51 0.288 -3.67 10.2 4.932 -8.52 4.932 -4.8 13.56 2.248 -13.56 2.248 -7.58 16.08 11.242 -22.2 11.242 -8.51 20.4 3.74 -25.05 3.74 -10.1 按M，V，N分别除以1.25近似得原始标准值，以便进行组合

柱编号 截面 上 Z-Gw 下 上 Z-Hw 下 上 Z-G2 下 上 Z-H2 下 上 Z-G1 下 上 Z-H1 下

内力 M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V M N M N V 恒载 1 79.872 166.888 -50.384 177.224 -33.36 -59.4 184.128 42.456 194.4 26.12 29.984 303.36 -38.272 313.696 -17.504 -28.4 412.432 31.576 422.768 15.416 25.472 441.92 -12.736 452.256 -7.992 -18.8 604.184 9.432 614.52 5.88 活载 2 38.456 55.44 -25.36 55.44 -16.36 -23.296 .68 16.784 .68 10.28 16.056 94.416 -19.848 94.416 -9.208 -11.784 142.792 13.288 142.792 6.432 12.928 132.344 -6.48 132.344 -4.04 -7.424 199.352 3.712 199.352 2.32 活载 3 -0.1992 -0.128 0.108 -0.128 0.0784 0.8336 25.016 -0.652 25.016 -0.384 0.048 -0.192 0.0792 -0.192 0.032 0.4872 43.688 -0.504 43.688 -0.24 -0.0608 -0.2 0.0304 -0.2 0.0192 0.2832 62.368 -0.1416 62.368 -0.088 活载 4 1.48 0.952 -0.8256 0.952 -0.592 -5.28 -23.928 3.224 -23.928 2.184 0.2968 1.4 -0.4232 1.4 -0.184 -1.808 -1.088 2.4416 -1.088 32.84 0.3008 1. -0.1504 1. -0.096 -15.456 -44.384 0.776 -44.384 0.48 左风 右风 5 6 -4.56 4.56 -1.1696 1.1696 2.68 -2.68 -1.1696 1.1696 1.856 -1.856 -6.24 6.24 -0.2304 0.2304 5.208 -5.208 -0.2304 0.2304 2.936 -2.936 -8.16 8.16 -3.9456 3.9456 6.816 -6.816 -3.9456 3.9456 3.84 -3.84 -10.848 10.848 -1.7984 1.7984 10.848 -10.848 -1.7984 1.7984 6.0 -6.0 -12.8 12.8 -8.9936 8.9936 17.76 -17.76 -8.9936 8.9936 6.808 -6.808 -16.32 16.32 -2.992 2.992 20.04 -20.04 -2.992 2.992 8.08 -8.08

用于承载力计算的框架荷载效应组合表（续表） 柱编号 Nmax及相应的M 组合项目 组合值 Nmin及相应的M 组合项目 组合值 |M|max及相应的V 组合项目 组合值 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 Z-Jw 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 Z-Gw 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 Z-J2 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 Z-G2 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 Z-J1 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 Z-G1 1*1.2+(2+3)*1.4+6*1.4*0.6 155.59 280.20 -99.37 292.60 -65.32 -116.53 381.72 69.16 394.12 42.73 65.73 501.69 -80.03 514.69 -80.03 -40.96 757.50 46.68 769.90 22.05 59. 725.44 -39.46 737.84 -21.10 -18.85 1093.94 -0.52 1106.35 3.39 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+3*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+4*1.4+5*1.4*0.6 91.74 199.10 -58.06 211.51 -38.36 -83.91 187.26 59.84 199.66 36.87 29.91 360.45 -40.09 372.85 -17.73 -45.90 491.88 50.42 504.29 69.57 19.68 522.38 -0.32 534.78 -3.84 -44.26 174.57 29.24 672.77 10.55 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+6*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 1*1.2+(2+4)*1.4+5*1.4*0.6 155.59 280.20 -99.37 292.60 -65.32 -116.53 312.81 83.33 325.22 51.26 65.73 501.69 -80.03 514.09 -37.38 -62.39 691.79 69.02 704.20 78.57 59. 725.44 -39.46 737.84 -21.10 -68.30 939.46 34.44 951.87 155.59 梁编号 1L-GF 1L-JG 2L-GF 2L-JG WL-GF WL-JG 截面 M组 KN·m -155.74 277.10 -246.81 -140.20 -109.26 -140.20 -163.91 156.11 -169.80 -40.69 -19.71 -40.69 -140.20 192.78 -174.75 -72.11 -48.60 -72.11 -133.2 7.39 7.39 129.52 32.03 192.78 -148.11 192.78 -148.11 -.72 -48.60 -.72 -114.30 0.041 0.078 0.158 0.024 0.205 0.148 0.102 0.148 32.03 -34.28 0.078 -127.6 -19.71 0.199 0.244 0.075 0.042 0.075 0.173 0.024 0.232 0.161 0.120 0.161 -34.28 0.019 0.019 912 1090 261 152 261 773 1153 1037 560 435 560 127.23 -144.28 0.191 0.214 957 6.78 156.11 0.294 0.350 1216 229 291 291 291 229 229 229 291 291 291 229 229 229 -138. 0.229 0.2 957 229 57.80 -128. 0.294 0.350 1216 229 -197.7 -207.27 0.286 0.345 12 291 277.11 0.034 175.25 -120.69 0.167 0.184.822 291 . 291 0.035 1681 320（941） -122.63 V KN·m M KN·m αs ξ Αs,u As,min A实 22 (mm) (mm) mm2 Mk KN·m ρte(5) σsk 2N/mm 0.015 0.031 0.025 Ψ Wmax≤0.4mm 左 中 右 左 中 右 左 中 右 左 中 右 左 中 右 左 中 右 322.14 0.831 425（19） 275.19 520（1570） -193.96 520（1570） -109.31 520（1570） -.192 520（1570） -109.31 320（1570） -128.53 320（941） 420（941） 124.39 -133.03 420（1256） -30.667 420（1256） -14.928 420（941） 320（941） 420（941） 420（941） 420（941） 420（941） 420（941） -30.667 -109.2 1.1 -136.302 -55.79 -38.25 -55.79 0.031 0.980 0.351 0.025 0.930 0.015 0.015 0.020 0.015 0.020 0.020 337.63 0.843 326.76 0.834 0.395 261.81 0.852 287.0 0.798 303.28 0.886 0.332 268.25 0.858 由于柱截面尺寸 300×400mm

支支V组:与M组相应的支座中线处组合剪力设计值

B=400mm 2） 梁的截面尺寸验算

其中 钢筋 Ⅱ级 HRB335级 砼 C30

钢筋放一排时 保护层厚度 取25mm，则as=35mm 截面尺寸 bh=250500mm （边跨） 放二排时，保护层厚度取55mm

考虑到截面尺寸选择偏小，可能发生超筋破坏，斜压破坏，故提高砼强度至Ｃ３０，并采用三级钢筋以减小配筋率。 措施可行性：

Mmax277.11KN.m

Vmax197.70KN.m

b112smax

MSmax1fcbh00.3841.014.32504652296.8KN.m277.11KN.m

V=0.25cfcbho=0.25114.30.250.465

=415.6>Vmax

2250×400mm（中跨）

Mmax161.14KN.m

2

Vmax.33KN.m

MSmax1fcbh00.3841.014.32503652182.9KN.m161.14KN.m

V=0.25cfcbho=0.25114.30.250.３65

=３２６.２２>Vmax

3)求纵筋

3m65m1.单排钢筋 as=35mm h050035465mm h040035

2.双排钢筋 as=55mm h0=445 mm h0=400-60=340mm

现浇屋盖：梁板整体浇注，主梁与次梁板支座处上部纵筋相互交叉重叠，致使主梁承受

负弯矩的纵筋位置下移，梁有效高度减少 所以 h0=h-50=500-50=450mm (边跨) =400-50=350mm（中跨） ① 对屋面梁:正弯矩的跨中截面按T形截面计算

验算截面类型

a) 确定翼缘计算宽度b`f

按计算宽度lo考虑:b`f=

1L0＝1/3×7800=2600mm, h0=465mm 3b) 判别T形截面类型 1fcbfhf(h0hf2)1.014.3260080(465120)1204.6KN.mM 2故属于第一类型T形截面

sM21fcbfho

负弯矩的支座截面按矩形计算

sM

1fcbho2As,min采用四级抗震要求设计

最小配筋率要求minfcmax0.25,55

fyAs,min=0.2５%bh0=0.0025×250×465=291mm2 As,min=0.2５%bh0=0.0025×250×365=229mm2

裂缝宽度要求的As.cr

maxcrskEs(1.9c0.08deqte) 1.10.65ftktesk

te

AsMkbh sk Ate0.5

Ateh0As① 确定柱的计算长度

按现浇式:底层 lo=1.0H

其余层 lo=１.２５H

② 计算柱的纵向受力钢筋

非抗震时,各层柱在横向框架平面内,按单向偏心受压构件计算,纵向受力不从心筋AS=AS'对称布置.在弯矩作用方向对边,在横向框架平面外,按轴心受压构件计算,全

部纵向筋

AS沿截面周边均匀布置.

四级抗震框架中、边柱s,min0.6% 角柱s,min0.8%

柱不利截面内力组的偏心距增大系数n和稳定系数的计算见下表：

柱编号 Z-Jw Z-Gw Z-J2 Z-G2 Z-J1 Z-G1 截M 面 (KN.m) 上 155.59 下 99.37 N (KN) 280.2 292.6 eo (mm) 555.28 339.61 ea (mm) 20 20 20 20 20 20 20 20 20 20 20 20 ei (mm) 575.3 359.6 392.5 276.2 151.0 175.7 110.2 118.0 102.6 73.48 92.70 56.18 ei /ho 1.58 0.99 1.08 0.76 0.41 0.48 0.30 0.32 0.28 0.20 0.25 0.15 2

1 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 lo (mm) 4875 4875 4875 4875 4875 4875 4875 4875 lo/h 2  lo/b  0.982 0.982 0.982 0.982 0.982 0.982 0.982 0.982 0.985 0.985 0.985 0.985 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.19 1.0 1.0 16.25 12.0 12.0 12.0 12.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 2

上 116.5 312.81 372.53 下 83.33 325.22 256.23 上 65.73 下 80.03 下 69.02 上 59. 下 39.46 上 68.3 下 34.4 501.69 131.02 514.09 155.67 90.19 98.01 82.56 53.48 72.70 36.18 704.2 725.44 737.84 939.46 951.87 上 62.39 691.79 0.96 4800 0.74 4800 0. 4800 0.62 4800 16.0 16.0 16.0 16.0 注：钢筋为Ⅲ级 b=0.518 fy=360N/mm

砼C30 fc=14.3N/mm

eo=M/N ei=ea +eo

=1+

e1(o)212 当lo/h<8时 取n=1.0

1400ei/hoh1=0.2+2.7×ei/h 当1>1.0时 取 1=1.0

2=1.15-0.01lo/h 当lo/h<15时, 取2=1.0

A=bh e=ei+当为大偏压时

hhN as e'=ei-as' =

1fcbho22则AS=A =

'sNe1fcbho(hofy(hoa)'sho2)

当为小偏压时

m=

Nb.1fc.bh0Ne0.431fc.bh01fcbh0(b)(h0s)22b 1=0.8

Ne1fcbh0m(10.5m)As=As' =

fy(h0s)柱编号 截ξbh0 面 N (KN) ei (mm)   e (mm) e' (mm) X AS=As (mm) 2'实配筋(mm) 20(941) 20(941) 18(763) 18(763) 20(941) 20(941) 18(763) 18(763) 20(941) 20(941) 18(763) 18(763) 2Z-JW 上 207.20 280.20 下 207.20 292.60 Z-GW 上 207.20 312.81 下 207.20 325.22 Z-J2 上 207.20 501.69 下 207.20 514.09 Z-G2 上 207.20 691.79 下 207.20 704.2 Z-J1 上 207.20 725.44 下 207.20 737.84 Z-G1 上 207.20 939.46 575.28 1.0 0.982 740.78 -410.78 65.31 359.61 1.0 0.982 524.80 -194.80 68.21 392.53 1.0 0.982 557.75 -2.09 72.92 276.23 1.0 0.982 441.33 -111.33 75.81 151.02 1.0 0.982 316.05 13.95 175.67 1.0 0.982 340.71 -10.71 110.19 1.0 0.982 275.20 .80 118.01 1.0 0.982 283.03 46.97 102.56 1.0 0.985 267.57 62.43 73.48 92.70 1.0 0.985 238.48 91.52 1.0 0.985 257.71 72.29 1.0 0.985 221.18 108.52 2963.34 3477.57 3603.53 3312.73 3333116.94 40.19 161.26 53.41 169.10 78.67 119.83 1.18 31.15 接构造 3171.99 251.67 3218.99 接构造 3221.88 263.42 3下 207.20 1092.46 95.87 柱的裂缝宽度计算：bXh=300x400mm 当e0/h00.55时，应作裂缝宽度验算

maxcreo/ho柱编截 > 号 面 0.55 上 下 上 Z-Gw 下 Z-Jw 0.80 0.56 1.18 0.77 skEs(1.9c0.08deqte) 1.10.65ftktesk

Mk 122. -78.18 -91.72 65.5 Ate 62500 62500 62500 62500 ρte 0.015 0.015 0.010 0.010 δsk 222.0 167.6 296.1 207.5 ψ 0.71 0.58 0. 0.45 deq 20 20 20 20 ωmax≤ [ωAs(实max]=0.际) 3 0.27 941 0.17 941 0.29 603 0.22 603 Ns(KN) 224 234.3 249.7 260.1 3.计算箍筋

梁的配箍：(1)支座处最大剪力：V验算是否需要计算配制箍筋：

根据 0.7ftbh0=0.7×1.43×250×465=116.37kNV故需要进行配筋计算： 选用φ8 双肢箍

maxmax197.70kN

197.70KN

Vcs0.7ftbho1.25fyvS11.25fyv.nAsv1.h0(V0.7ftbh0)Asvho S 另根据svsvmin svAsvnAsv1bsbs0.26ft fyvS2nAsv1.fyv0.26bft S3Smax

加密区：S3min(hb500,8d,150)min(,160,150)120mm 44一般边跨： 当V0.7ftbh0时 取S250㎜

当V0.7ftbh0时 取S350㎜

中跨： 当V0.7ftbh0时 取S200㎜

当V0.7ftbh0时 取S300㎜

根据抗震设计规范

中跨加密区长度为1.5h=1.5×400=600mm 边跨：加密区长度为1.5×500=750mm

对于边跨:hw=500-100=400＜450mm ,可不设置腰筋。 梁编号 WL-JG WL-GF 2L-JG 2L-GF 1L-JG 1L-GF b*ho (mm2) 250*450 250*350 250*450 250*350 250*450 250*350 Vmax(KN) -197.7 .33 -127.58 32.03 -133.21 36.97 Vc 112.6125 87.5875 112.6125 87.5875 112.6125 87.5875 n 2 2 2 2 2 2 d(mm) 12 12 12 12 12 12 S1(mm) 86 __ 111 __ 109 __ S2(mm) 511 511 511 511 511 511 S3(mm) 125 125 125 125 125 125 实配S(mm) 80 80 110 110 110 110

柱箍筋：验算柱的截面尺寸

0.25cfcbh00.251.014.3300365391.46V2h02365max 符合要求

计算箍筋数量:入=Hn(3.90.1)10005.2 取入=3 其余层 入=Hn4.710006.44

2h02365取入=3.0

0.3fcA=0.314.3300400=514.8KN>N 则

1.751.75ftbh00.07N1.433003650.07951.871.031.0Vmax

故应按构造要求配置箍筋

加密区:柱上.下端:h,Hn/6.500mm三者中取大者即为（3900-100）/6=633mm,取650mm 底层柱的柱根处取Hn/3 =4700/3mm=1566.7,取1600mm, 加密区箍筋中φ8@100 其他:中φ8@150

vvfc16.70.060.5%0.4%vmin 满足要求 fyv210fc:轴心抗压强度设计值，低于C35的按C35取值。

4.框架柱柱下基础设计

对KJ-（5）中C轴线的柱下基础（J-2）（中跨） 1） 选型

为便于施工,基础选用阶梯形基础,砼等级为C20.钢筋为便于Ⅰ级钢.由于KJ荷载小，无地下室，而且锥形基础不易施工。 2） 确定基础顶荷载 ⑪ 所选基础无基础梁

⑫ 由柱Z-C1传来的荷载设计值 第一组(Nmax与相应的V与M)

M=0.52KN.m N=1106.35KN V=3.39KN 第二组(Mmax与相应的V与N)

M=34.44KN.m N=951.87KN V=17.76KN 故作用于于基顶的荷载设计值 3） 确定基础基底的尺寸

1. A01.25F1.251106.356.04m2

fkrGd250201.05 2. A01.25F1.25951.875.19m2

fkrGd250201.05由于偏心距不大，基础面积适当加大计算 A=2.3×2.5m2 初步选择基础面积 A=2.3×2.5=5.75m2

由于b=2 .5m＜3 m 故对f进行修正ffkb.r(b3)d.rb.(d0.5) f=263.2KN/mm2

验算持力层地基承载力(根据混凝土中册P144) 基础埋深按室内标高和天然标高平均值考虑 d=(1.8+1.05)/2=1.425m

基础回填土重 G=rGdA=20×1.425×5.75×1.2=196.65KN 基底竖向合力：F951.87196.651148.52KN 基底处点弯矩；M34.4417.760.950.42KNM e0=M50.42b0.0440.383

1148.526F所以，偏心力作用点在截面核心内

4）验算Mmax内力组的最大基 底反力Pmax，.Pmin Pmax=

951.8750.42201.425215.08KN/m21.2263.2315.84kN/m22.32.512.32.526NbotMbot AWPmin=

951.8750.42201.425173.KN/m21.2263.2315.84kN/m2

2.32.512.32.526NbotMbot AW所以假定的基础尺寸符合要求

5）确定基础高度，采用冲切验算基础高度。

初步确定基础高度为900mm.采用阶梯形基础ho=900-50=850mm

245.08KN/m2 =

173kN/m2b/2=2300/2>（300/2）+850=1000mm

bbcaac2A=（ h)b(h)002222230030025004002=（ 850）2300（850）2222=457400mm2

柱边基础截面抗冲切验算

冲切力 pnmax=215.08×457400×10-6=102KN 抗冲切力：

0.7ftbmh0=0.7ft(bt+bb)ho=0.7×1.1×(300+300+850×2×850)/2=743.8KN＞102kN

maxPnmin满足要求

变阶处抗冲切验算：h1=500mm h01=450mm

b1/2h0=1300/2+450=1100上阶宽bt=300+500×2=1300mm

冲切斜截面下边长：bb=1300+450×2=2200mm bm=(1300+2200)/2=1750mm ac>bc=1300, 取ac=1400mm

冲切力：

bbcaac2Pnmax×（ h)b(h)0022222.31.42.51.32=215.08×（0.45）2.3（0.45）77.0KN 2222抗冲切力 0.7ftbm.h0=0.7×1.1×450×1.75=606.4KN＞77.0kN 满足要求 6） 基底配筋计算

基础偏心方向

Ⅰ-Ⅰ截面（柱边）

X1250200 X=24.41KN 42.082500柱边净反力 PnI= 24.41+173 =197.4KPa

X1250700 X=32.82KN 42.082500

Pn=（188.37+170.87）/2=205.8Kpa

MI1PmaxpnI()(aac)2(2bbc) 2421223.2197.4()(2.50.4)2(22.30.3)=1.3kN 242=

6M1.310I AsI=1182mm2 0.9fyh010.9210850- 截面（变阶处）

M1Pmaxpn()(aa1)2(2bb1) 242=

1215.08205.8()(2.51.4)2(22.31.3)=62.60kN 2426M62.6010I As==736mm2 0.9fyh010.9210450比较可知长方向按AsI配筋 1510 1177.5mm2

基础受轴压方向

因该基础受单向偏心荷载作用所以在基础受轴压方向的基底反力可按均布分布 Pn= （Pnmax+Pnmin）/2=（215.08+173）/2=194.04KPa

M*1Pn,lm(aac)2(2bbc)=1194.04194.044.414.9=174.71KN 2424*174.71106=MIAsI1087.5mm2 0.9fyh010.9210850M*1Pn,lm(aa1)2(2bb1)241194.04(2.51.4)2(22.31.3)57.72KN 246As=M57.7210678.65mm2

0.9fyh00.9210450*受轴压方向配 1510 1177.5mm2 比较可知按AsI 对KJ-（5）中I轴线的柱下基础（J-1）（边跨）

1） 选型

为便于施工,基础选用阶梯形基础,砼等级为C20.钢筋为便于Ⅰ级钢.由于KJ荷载小，无地下室，而且锥形基础不易施工。 2） 确定基础顶荷载 所选基础无基础梁

由柱Z-I1传来的荷载设计值 第一组(Nmax与相应的V与M)

M=-39.46KN.m N=737.84KN V=-21.10KN

第二组(Mmax与相应的V与N)

M=-39.46KN.m N=737.84KN V=-21.10KN

故其为作用于于基顶的荷载设计值 3） 确定基础基底的尺寸

1. A01.25F1.25737.844.03m2

fkrGd250201.05由于偏心距不大，基础面积适当加大计算 A=2.3×2.5m2 初步选择基础面积 A=2.3×2.5=5.75m2

由于b=2 .5m＜3 m 故对f进行修正ffkb.r(b3)d.rb.(d0.5) f=263.2KN/mm2

验算持力层地基承载力(根据混凝土中册P144) 基础埋深按室内标高和天然标高平均值考虑 d=(1.8+1.05)/2=1.425m

基础回填土重 G=rGdA=20×1.425×5.75×1.2=196.65KN 基底竖向合力：F737.84196.65934.49KN 基底处点弯矩；M34.4421.100.958.45KN.m e0=M58.45b0.0630.383

934.496F所以，偏心力作用点在截面核心内

4）验算Mmax内力组的最大基 底反力Pmax，.Pmin Pmax=

737.8458.45201.425181.22KN/m21.2263.2315.84kN/m22.32.512.32.526NbotMbot AW Pmin==

737.8458.45201.425132.42.KN/m21.2263.2315.84kN/m22.32.512.32.526NbotMbot AW所(pmax+pmin)/2=(181.22+132.42)/2=156.825<263.2KN/m

所以假定的基础尺寸符合要求

5）确定基础高度，采用冲切验算基础高度。

初步确定基础高度为900mm.采用阶梯形基础ho=900-50=850mm

2

181.22KN/m2 = 2132.42kN/m0

沿45线验算冲切破坏 柱边基础截面抗冲切验算

b/2=2300/2>（300/2）+850=1000mm

bbcaac2A=（ h)b(h)002222230030025004002=（ 850）2300（850）2222=457400mm2

柱边基础截面抗冲切验算

冲切力 pnmax=181.220×10-6=82.9KN 抗冲切力：

0.7ftbmh0=0.7ft(bt+bb)ho=0.7×1.1×(300+300+850×2×850)/2=743.8KN＞102kN 满足要求

变阶处抗冲切验算：h1=500mm h01=450mm

Pnmaxminb1/2h0=1300/2+450=1100上阶宽bt=300+500×2=1300mm

冲切斜截面下边长：bb=1300+450×2=2200mm bm=(1300+2200)/2=1750mm

ac>bc=1300, 取ac=1400mm

冲切力：

bbcaac2Pnmax×（ h)b(h)0022222.31.42.51.32=181.22×（0.45）2.3（0.45）62.5KN 2222抗冲切力 0.7ftbm.h0=0.7×1.1×450×1.75=606.4KN＞77.0kN 满足要求

4） 基底配筋计算

基础偏心方向

Ⅰ-Ⅰ截面（柱边）

X1250200 X=28.3 KPa 48.82500柱边净反力 PnI= 28.3+132.42 =160.7KPa

X1250700 X=38.06 KPa 42.082500

Pn=170.48 KPa

1PmaxpnI()(aac)2(2bbc) 242MI=

1181.22170.48()(2.50.4)2(22.30.3)=153.94KN 242AsI=

MI153.94106958.2mm2

0.9fyh010.9210850- 截面（变阶处）

M1Pmaxpn()(aa1)2(2bb1) 242=

1181.22170.48()(2.51.4)2(22.31.3)=52.31kN 242As==

MI62.60106736mm2

0.9fyh010.9210450比较可知长方向按AsI配筋 1310 1020.5 mm2

基础受轴压方向

因该基础受单向偏心荷载作用所以在基础受轴压方向的基底反力可按均布分布 Pn= （Pnmax+Pnmin）/2=（181.22+132.42）/2=156.82KPa

M=AsI**11Pn,lm(aac)2(2bbc)=156.82156.824.414.9=141.20KN 2424*MI141.20106878.93mm2

0.9fyh010.9210850M1Pn,lm(aa1)2(2bb1)241156.82(2.51.4)2(22.31.3)46.65KN 24*As=M46.651068.5mm2

0.9fyh00.9210450受轴压方向配 1210 942mm2 比较可知按AsI