某高校后勤办公楼 五层框架结构毕业设计计算书

'摘要本建筑为某高校后勤办公楼，五层框架结构，位于郑州北大学城，设计使用年限为50年，结构按7度设防设计，结构类型为框架结构，墙体为加气混凝土砌块。建筑柱网尺寸纵向为2.4m和6.3m，横向为7.2m，一～三层层高为3.6m，四、五层层高为3.3m。基础为柱下条形基础。在框架结构计算时，采用底部剪力法计算地震作用，采用弯矩分配法对框架进行分配，在计算过程中对梁的弯矩进行了调幅，对柱的轴力进行了折减。1框架结构设计1.1.1工程概况该办公楼为五层钢筋混凝土框架结构体系，建筑面积约4500m2，建筑平面为一字形。建筑方案确定，房间开间为3.6m，进深为6.3m，走廊宽度2.4m。一～三层层高为3.6m，四、五层层高为3.3m，室内外高差0.6m。框架梁柱及板均为现浇，框架平面柱网布置如图1所示：60 图1框架平面柱网布置1.1.2设计资料1)拟建地段势平坦，地层分布较为规律，地基承载力按160KN/m2计，持力层为第二层粉土。2)基本风压按50年一遇0.45KN/m23)雪载：最大积雪厚度为20cm，0.25KN/m。4)地下水位：勘探深度15.6m以内未见到地下水，水质对混凝土无浸蚀。5)设计烈度按7度，结构按7度设计。6)屋面及楼面做法屋面做法：SBS防水层；冷底子油热玛蹄脂二道；200厚膨胀珍珠岩保温层；20mm厚水泥砂浆找平层；40厚钢筋混凝土整浇层；预应力混凝土多孔板；粉底（或吊顶）楼面做法：地板砖；50mm厚钢筋混凝土整浇层；预应力混凝土多孔板；粉底（或吊顶）7)材料：混凝土强度等级为C25，纵筋Ⅱ级，箍筋Ⅰ级。1.2框架结构设计计算60 1.2.1梁柱截面、梁跨度及柱子高度的确定1.2.1.1初估截面尺寸：柱子：1～5层柱截面尺寸相同，均采用截面：b×h=450mm×450mm梁：梁编号见图2。框架梁截面的确定：L1:b×h=250mm×600mmL2:b×h=250mm×400mmL3:b×h=250mm×600mm图中括号内为底层梁编号，括号外为其他层梁编号。若只有一个编号，表示底层与其他层梁相同。图2梁的编号60 1.2.1.2梁的计算跨度:图3梁的计算跨度框架梁的计算跨度以柱形心线为准，由于建筑轴线与墙轴线重合，故建筑轴线与结构计算跨度不同，如上图3所示：1.2.1.3柱高度底层柱高度h=3.6m+0.6m+0.5m=4.70m，其中3.6m为底层高，0.6m为室内外高差，0.5m为基础顶面至室外地坪的高度。其他层柱高等于层高，即为3.6m和3.3m。由此得框架计算简图及柱编号如图4所示：60 图4框架计算简图及柱编号1.3荷载计算1.3.1屋面均布恒载：按屋面做法逐项计算均布荷载：SBS防水层0.35kN/㎡冷底子油热马蹄脂二道0.05KN/㎡200mm厚珍珠岩保温层0.2×6.5=1.3kN/㎡20厚水泥砂浆找平层0.02×20=0.4kN/㎡40厚钢筋混凝土整浇层0.04×25=1.0kN/㎡预应力混凝土多孔板0.12×25=3.0kN/㎡共计5.5kN/㎡屋面恒载标准值：60 (57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)×5.5=4815kN1.3.2楼面均布恒载按楼面做法逐项计算:地板砖0.65kN/㎡50厚钢筋混凝土整浇层0.05×25=1.25kN/㎡预应力混凝土多孔板1.9kN/㎡吊顶或粉底0.5kN/㎡共计4.3kN/㎡楼面恒载标准值：(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)×4.3=3765kN1.3.3屋面均布活载计算重力荷载代表值时，要考虑雪荷载和施工荷载。雪荷载标准值为：0.4×(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)=350kN1.3.4楼面均布活载：楼面均布活载对于办公楼一般房间为2.0kN/㎡，会议室、走廊、楼梯、门厅等为2kN/㎡。楼面均布活载标准值为：2.0×(57.6)×(6.3×2+2.4+0.20)=1751kN1.3.5梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱抹灰重量）梁侧、梁底抹灰，柱四周抹灰，近似按加大梁宽及柱宽计算来考虑，计算见表1。1.3.6墙体自重：墙体均为240厚，两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。单位面积上墙体重量为：（0.20）×5.5＋0.05×20=2.1kN/㎡60 墙体自重计算见表2。表1梁柱自重梁（柱）编号截面b×h（㎡）长度l（ｍ）根数每根重量（KN）L10.25×0.66.3018×5=90(0.25+0.04)×0.6×6.44×25=28.01L20.25×0.42.409×5=45(0.25+0.04)×0.4×2.16×25=6.26L30.25×0.67.208×4+128=160(0.25+0.04)×0.6×6.44×25=28.01Z10.45×0.454.709×4=36(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×4.70×25=28.21Z20.45×0.453.69×4×2=72(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×3.6×25=21.61Z30.40×0.453.39×4×2=72(0.45+0.04)×(0.45+0.04)×3.3×25=19.81表2墙体自重墙体每片面积（m2）片数重量（kN）底层纵墙7.10×4.232954底层横墙6.09×4.218460其他层纵墙7.10×3.11282817其他层横墙6.09×2.87212281.4荷载分层总汇顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载+50%活载+纵横梁自重+半层柱自重+半层墙体自重其它层重力荷载代表值：楼面恒载+50%楼面均布活载+纵横梁自重+楼面上下各半层的柱及纵横墙体自重。将前述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值如下：第五层：G5=4815+350×50%+1456+360+1011=7818KN第四层：G4=3765+1751×50%+1456+360+1011=7467KN第三层：G3=7467KN60 第二层：G2=7467KN第一层：G1=3765+1751×50%+1756+360+1251=8007KN建筑物总重力荷载代表值：为：7818+7467×3+8007=38226kN质点重力荷载值见图5。图5质点重力荷载值1.5水平地震力作用下框架侧移计算1.5.1横梁线刚度：采用混凝土C25，=2.8×107kN/㎡在框架结构中，有现浇楼面或预制板楼面。但是有现浇板的楼面，可以作为梁的有效翼缘，增大梁的有效刚度，减少框架侧移。为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取=1.5（为梁的截面惯性矩）；对中框架取=2.0。若为装配楼板，带现浇层的楼面，则边框架梁取=1.2，对中框架取=1.5。横梁线刚度计算结果见表3。60 表3横梁线刚度梁号截面（㎡）跨度（m）惯性矩（m4）边框架梁中框架梁=（m4）（kN·m）=（m4）（kN·m）0.25×0.66.304.5×10-36.75×10-33.00×1049×10-34.19×1040.25×0.42.401.3×10-31.95×10-32.28×1042.6×10-33.61×1040.25×0.67.204.5×10-36.75×10-32.63×1049×10-36.21×1041.5.2横向框架柱的侧移刚度D值柱线刚度列于表4，横向框架柱侧移刚度D值计算列于表5。表4柱线刚度柱号截面（㎡）柱高度h（m）惯性矩线刚度（m4）（kN·m）0.45×0.454.553.42×10-32.25×1040.45×0.453.63.42×10-32.85×1040.40×0.403.32.13×10-32.95×104表5横向框架柱侧移刚度D值计算项目柱类型层根数底层边框架边柱0.5673034边框架中柱0.6787384中框架边柱0.6179561460 中框架中柱0.73952114308842续表5二三四五层边框架边柱0.35593684边框架中柱0.506133534中框架边柱0.4241525314中框架中柱0.57815253144610721.5.3横向框架自振周期按顶点位移法计算框架的自振周期只要求出结构的顶点水平位移，就可以按下式求得结构的基本周期：式中：——基本周期调整系数。考虑填充墙使框架自振周期减少的影响，取0.7。——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位移，是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假象框架顶点位移。然后由求出，再用求出框架结构的底部剪力。进而求出框架各层剪力和结构真正的位移。横向框架顶点位移计算见表6。表6横向框架顶点位移（kN）（kN）（kN/m）层间相对位移60 层次5781878184610720.05020.504547467152854610720.06890.454337467227524610720.08950.385427467302194610720.10610.295918007382263088420.18980.1898=1.7×0.7=0.724（s）1.5.4横向地震作用计算在Ⅱ类场地，7度设防区，设计地震分组为第二组情况下：结构的特征周期和水平地震影响系数最大值（7度，多遇地震）为：=0.35s=0.08由于=0.724＞1.4=1.4×0.35=0.49（s），应考虑顶点附加地震作用。按底部剪力法求得的基底剪力，若按分配给各层，则水平地震作用呈倒三角形分布。对一般层，这种分布基本符合实际。但对结构上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对于周期比较长的结构相差更大。地震的宏观震害也表明，结构上部往往震害很严重。因此，即顶部附加地震作用系数考虑顶部地震力的加大。考虑了结构周期和场地的影响。且修正后的剪力分布与实际更加吻合。=0.08+0.01=0.08×0.724+0.01=0.071结构横向总水平地震作用标准值：=（）0.9××0.8560 =（）0.9×0.08×0.85×38226=1352kN顶点附加水平地震作用：==0.071×1352=96kN各层横向地震剪力计算见表7，表中表7各层横向地震作用及楼层地震剪力层次（m）（m）（kN）（kN）（kN）（kN）53.318.5078181446330.324502.95502.9543.315.2074261128750.253317.77820.7233.611.907426883690.198248.691069.4123.68.307426626360.140175.841245.2514.704.708007376330.084105.501350.75注：表中第5层中加入了，其中=96kN。横向框架各层水平地震作用和地震剪力见图6。1.5.5横向框架抗震变形验算多遇地震作用下，层间弹性位移验算见表8。60 (a)(b)(a)水平地震作用(b)地震剪力图6横向框架各层水平地震作及地震剪力表8横向变形验算层次层间剪力（kN）层间刚度（kN）层间位移（mm）层高（m）层间相对弹性转角5502.954610722123.61/16984829.724610722603.61/138531069.414610723003.61/120021245.254610723223.61/111811350.753088425054.701/901注：层间弹性相对转角均满足要求＜[]=1/5501.6水平地震作用下横向框架的内力分析本设计取轴线②上的横向框架为KJ—1代表进行计算，柱端弯矩KJ—1计算，详见表9。地震作用下框架梁端弯矩，梁端剪力及柱轴力计算见表10，结果见图7、图8。60 图7地震作用下框架梁柱弯矩图（单位：kN·m）图8地震作用下框架梁端剪力及柱轴力（KN）60 层次层高hi(m)层间剪力Vi(kN)层间刚度Di(kN)D轴柱（中柱）Dim(kN)Vim(kN)y(m)M上(kN·m)M下(kN·m)53.3502.9546107215253322.740.5062.9757.643.3829.7246107215253402.740.5075.247233.61069.4146107215253452.740.5083.118123.61245.2546107215253492.740.5089.6688.214.71350.753088429521483.470.55120.81120.12表9轴线②横向框架KJ-1柱端弯矩计算注：表中y=y0+y1+y2,3；Vim=ViDim/Di；M下=Vimyihi；M上=Vim(1-yi)hi层次层高hi(m)层间剪力Vi(kN)层间刚度Di(kN)F轴柱（边柱）Dim(kN)Vim(kN)y(m)M上(kN·m)M下(kN·m)53.3502.9546107211189251.470.4747.742.343.3829.7246107211189301.470.4757.2450.7633.61069.4146107211189351.470.50636323.61245.2546107211189381.470.5068.468.414.71350.753088427956401.860.5581.9100.1表9轴线②横向框架KJ-1柱端弯矩计算表10地震力作用下框架梁端弯矩、梁端剪力及柱轴力注：表中y=y0+y1+y2,3；Vim=ViDim/Di；M下=Vimyihi；M上=Vim(1-yi)hi60 1.7竖向荷载作用下横向框架的内力分析层次BD跨EF跨柱轴力L(m)M左(KN·m)M右(KN·m)Vb(KN)L(m)M左(KN·m)M右(KN·m)Vb(KN)NA(KN)NB(KN)56.378.1653.2320.402.5645.8745.8735.84-39.52-31.8346.399.5369.6226.272.5659.9859.9846.86-65.79-52.4236.3113.7682.1930.432.5670.8170.8155.32-96.22-77.3126.3131.485.5233.682.5673.6873.6857.56-129.9-101.1916.3150.3100.1738.892.5686.3186.3167.43-168.79-129.73仍取②轴线上的中框架计算分析。1.7.1荷载计算图9屋（楼）面板支承梁的荷载经判断知该设计中的屋（楼）面板均为双向板，屋面均布恒载及活载均为梯形分布及三角形分布传给梁，计算如下：60 第5层梁的均布线荷载BD跨：屋面均布恒载传给梁5.5×4.8×0.8=21.12kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25=4.35kN/m恒载：25.47kN/mDE跨：屋面均布恒载传给梁5.5×2.4×0.625=8.25kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25=2.9kN/m恒载：11.15kN/m第5层活荷载：BD跨：1.5×4.8×0.8=5.76kN/mDE跨：1.5×2.4×0.625=2.25kN/m第5层梁的均布线荷载BD跨：屋面均布恒载传给梁4.3×4.8×0.8=21.12kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25=4.35kN/m恒载：20.86kN/mDE跨：屋面均布恒载传给梁4.3×2.4×0.625=8.25kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25=2.9kN/m恒载：9.35kN/m第2、3、4层梁均布线荷载BD跨：楼面均布恒载传给梁4.3×4.8×0.8=21.12kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25=4.35kN/m60 恒载：20.86kN/mDE跨：楼面均布恒载传给梁4.3×2.4×0.625=8.25kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25=2.9kN/m恒载：9.35kN/m第2、3、4层活荷载：BD跨：2×4.8×0.8=7.68kN/mDE跨：2×2.4×0.625=3.0kN/m第2、3、4、5层集中荷载：梁传荷载：0.625kN纵梁自重（包括抹灰）：0.29×0.45×4.8×25=10.44kN纵墙自重：0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN柱自重（包括抹灰）：0.49×0.49×3.6×25=21.61kN/m总计：159.04kN第1层梁的均布线荷载BD跨：楼面均布恒载传给梁4.3×4.8×0.8=21.12kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.6×25=4.35kN/m恒载：20.86kN/mDE跨：楼面均布恒载传给梁4.3×2.4×0.625=8.25kN/m横梁自重（包括抹灰）0.29×0.4×25=2.9kN/m恒载：9.35kN/m第1层活荷载：60 BD跨：2×4.8×0.8=7.68kN/mDE跨：2×2.4×0.625=3.0kN/m第1层集中荷载：梁传荷载：0.625kN纵梁自重（包括抹灰）：0.29×0.60×4.8×25=20.88kN纵墙自重：0.28×（3.6-0.45）×4.8×19=80.44kN柱自重：0.49×0.49×3.6×25=21.61kN总计：164.26kN中框架恒载及活荷载见图10、图111.7.2用弯矩分配法计算框架弯矩竖向荷载作用下框架的内力分析，对一般的工业与民用建筑可以不考虑活荷载的不利布置。这样求得的框架内力，梁跨中弯矩较考虑活荷载不利布置法求得的弯矩偏低，但当活荷载在总荷载比例较小时，其影响很小，若活载占总荷载例较大，可在截面配筋时，将跨中弯矩乘1.1～1.2的放大系数予以调整。A固端弯矩计算：将框架视为两端固定梁，计算固端弯矩。计算结果见表11：60 图10框架竖向荷载示意（恒载示意）图11框架竖向荷载示意（活载示意）表11固端弯矩计算60 B分配系数计算：见图9，图10；考虑框架对称性，取半框架计算，半框架的梁柱线刚度如图12所示。切断的横梁线刚度为原来的一倍，分配系数按与节点连接的各杆的转动刚度比值计算。A柱顶层节点：其他层的分配系数见图13、图1460 图12半框架梁柱线刚度示意（KN.m）图13恒载弯矩分配表（KN.m）上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17-72.0972.09-5.1114.5623.2934.24-26.39-11.79-17.95-11.398.2910.38-13.2017.12-6.23-8.17-1.11-1.77-2.60-1.07-0.48-0.73-0.46-0.66-1.44-0.54-1.30-0.390.230.530.851.250.580.260.390.2521.6231.30-52.9361.03-18.63-26.23-16.7160 上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-72.0972.09-5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3111.6410.38-11.9915.28-8.98-8.17-2.89-2.89-4.250.670.450.450.29-0.88-1.260.33-2.13-0.360.130.520.520.770.850.580.580.3629.1527.51-56.6662.78-24.65-23.35-14.77上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-72.0972.09-5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3110.3810.38-11.9915.28-8.17-8.17-2.53-2.53-3.720.380.260.260.16-1.44-1.360.19-1.860.230.180.750.751.110.520.350.350.2227.9328.01-55.9362.43-23.67-23.72-15.04上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-72.0972.09-5.1120.7620.7630.57-23.98-16.34-16.34-10.3110.3811.07-11.9915.28-8.17-8.61-2.72-2.72-4.010.540.360.360.23-1.260.350.27-2.000.13-1.040.190.190.271.040.710.710.4527.3429.64-56.9862.97-23.31-24.91-14.75上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163-72.0972.09-5.1122.1317.4532.51-25.32-17.21-13.60-10.9210.38-12.6616.26-8.1760 0.700.551.03-3.06-2.08-1.64-1.32-1.36-1.530.510.180.890.701.30-0.26-0.18-0.14-0.1132.7418.70-51.4360.22-27.46-15.38-17.469.35-7.69图14活载弯矩分配图（KN.m）上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2020.3230.4750.3940.1760.2680.17-26.5426.54-1.645.368.5712.61-9.81-4.38-6.67-4.233.053.82-4.916.30-2.32-3.04-0.40-0.64-0.94-0.37-0.17-0.25-0.16-0.02-0.53-0.19-0.47-0.260.090.150.240.350.250.110.170.118.1411.47-19.6122.44-7.02-9.70-5.93上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-26.5426.54-1.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.834.293.82-4.465.63-3.34-3.04-1.05-1.05-1.550.270.180.180.12-0.32-0.460.13-0.77-0.130.050.190.190.270.300.210.210.1310.7510.14-20.8923.05-9.15-8.67-5.23上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-26.5426.54-1.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.8360 3.823.82-4.465.63-3.04-3.04-0.92-0.92-1.350.160.110.110.07-0.53-0.500.08-0.680.090.070.270.270.400.180.120.120.0810.2910.32-20.6222.92-8.79-8.80-5.33上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.2880.2880.4240.3580.2440.2440.154-26.5426.54-1.647.647.6411.25-8.91-6.08-6.08-3.833.824.07-4.465.63-3.04-3.20-0.99-0.99-1.460.220.150.150.09-0.460.140.11-0.730.05-0.380.060.060.090.380.260.260.1610.0810.92-21.0023.12-8.65-9.25-5.22上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁0.3070.2420.4510.3780.2570.2030.163-26.5426.54-1.648.156.42-9.41-6.40-5.05-4.063.82-4.715.98-3.040.270.210.40-1.11-0.76-0.60-0.48-0.50-0.560.200.070.320.250.47-0.10-0.07-0.06-0.0412.076.89-18.9622.09-10.19-5.71-6.223.45-2.85C传递系数：远端固定，传递系数为1/2；远端滑动铰支，传递系数为-1。D弯矩分配：60 恒荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图13，框架的弯矩图见图14；活荷载作用下，框架的弯矩分配计算见图15，框架的弯矩图见图16。竖向荷载作用下，考虑框架梁端的塑性内力重分布，取弯矩调幅系数为0.8，调幅后，恒荷载及活荷载弯矩图见图15及图16中括号内数值。图15恒载作用下框架弯矩图（KN.m）图16活载作用下框架弯矩图（KN.m）60 1.7.3梁端剪力及柱轴力的计算梁端剪力：式中：——梁上均布荷载引起的剪力，；——梁端弯矩引起的剪力，；柱轴力：式中：——梁端剪力；——节点集中力及柱自重；以BD跨，四层梁在恒载作用下，梁端剪力及柱轴力计算为例。由图11查得梁上均布荷载为：第四层：=20.86kN/m集中荷载：154.85kN柱自重：17.42kN第五层：=25.47kN/m由图16查得四层梁端弯矩：=52.16kN·m（41.73kN·m）=60.85kN·m（48.68kN·m）五层梁端弯矩：=40.15kN·m（32.12kN·m）=66.52kN·m（53.22kN·m）括号内为调幅的数值。五层梁端剪力：===1/2×25.47×6.44=82.01kN调幅前：==（40.15-66.52）/6.44=-4.09kN60 =+=82.01-4.09=77.92kN=-=82.01+4.09=86.1kN调幅后：==（32.12-53.22）/6.44=-3.28kN=+=82.01-3.28=78.73kN=-=82.01+3.28=85.79kN同理可得五层梁端剪力：调幅前：=1/2×20.86×6.44+(52.16-60.85)/6.44=65.82kN=1/2×20.86×6.44-(52.16-60.85)/6.44=68.52kN调幅后：=1/2×20.86×6.44+(41.73-48.68)/6.44=66.09kN=1/2×20.86×6.44-(41.73-48.68)/6.44=68.25kN五层A柱柱顶及柱底轴力：==78.73kN=78.73+17.42=96.15kN四层A柱柱顶及柱底轴力：=78.73+66.09+154.85=299.67kN=299.67+17.42=317.09kN其他层梁端剪力及柱轴力计算见表14，表15。层次荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力BD跨DE跨BD跨DE跨BD跨DE跨BDVqA=VqB(KN)VqB=VqC(KN)VmA=-Vmb(KN)Vmb=Vmc(KN)VA(KN)VB(KN)VB=VC(KN)N顶(KN)N底(KN)N顶(KN)N底(KN)567.1711.97-1.26(-1.01)065.91(66.16)68.43(68.18)11.97520.68542.29532.75554.36467.1711.97-0.95(-0.76)066.22(66.31)68.12(67.93)11.97741.84763.45755.72777.33367.1711.97-1.01(-0.81)066.16(66.36)68.18(67.98)11.97963.05984.66978.751000.36267.1711.970.93(0.74)066.24(66.43)68.10(67.91)11.971184.331205.941201.71223.31167.1711.97-1.36(-1.09)065.81(66.08)68.53(68.26)11.971405.261432.571425.081446.69表14恒载作用下梁端剪力及柱轴力60 表15活载作用下梁端剪力及柱轴力层次荷载引起剪力弯矩引起剪力总剪力柱轴力BD跨DE跨BD跨DE跨BD跨DE跨BDVqA=VqB(KN)VqB=VqC(KN)VmA=-Vmb(KN)Vmb=Vmc(KN)VA(KN)VB(KN)VB=VC(KN)N顶=N底(KN)N顶=N底(KN)524.733.840.45(0.35)024.28(24.38)25.18(25.08)3.8466.5670.13424.733.840.34(0.27)024.39(24.46)25.09(25.00)3.8491.0299.04324.733.840.36(0.29)024.37(24.44)25.09(25.02)3.84115.46127.97224.733.840.98(0.78)023.75(23.95)25.71(25.51)3.84139.41157.52124.733.840.49(0.39)024.24(24.34)25.22(25.12)3.84163.75186.581.8内力组合1.8.1框架内力组合在恒载和活载作用下，跨间可以近似取跨中的代替式中：、——梁左、右端弯矩，见图10、11括号内的数值跨中若小于应取＝在竖向荷载与地震组合时,跨间最大弯矩采用数解法计算,如图17所示60 图17框架梁内力组合图图中：、——重力荷载作用下梁端的弯矩；、——水平地震作用下梁端的弯矩；、——竖向荷载与地震荷载共同作用下梁端反力；对作用点取矩＝-(-++)X处截面弯矩为=--+由=0,可求得跨间的位置为=将代入任一截面处的弯矩表达式,可得跨间最大弯矩为==-+=-+当右震时公式中、反号及的具体数据见表16,表中、、均有两组数据60 项目跨层次1.2(恒+0.5活)1.3地震qMGA(kN·m)MGB(kN·m)MEA(kN·m)MEB(kN·m)(kN/m)BD跨543.3171.1425.7424.9634.02464.4371.33129.3990.5129.64363.5970.93147.89106.85264.7875.12170.82111.18158.4732.42195.39130.22DE跨532.6632.6621.5021.5014.73416.6916.6977.9777.9713.02316.6916.6992.0592.05216.6716.6795.1895.18119.7519.75112.2112.2项目跨层次lRAx1MGE(m)(kN)(m)(kN·m)BD跨567.50/120.542.28/4.07118.45/83.68460.22/128.522.03/4.34126.03/85.32354.75/133.861.85/4.52135.02/91.30250.05/137.621.69/4.64148.37/83.46148.93/150.051.65/5.06177.27/125.59DE跨5-29.92/63.25-2.30/4.8640.74/40.744-44.25/77.58-3.40/5.9661.28/61.283-55.25/88.58-4.24/6.8075.06/75.062-58.16/91.49-4.47/7.0379.11/79.111-70.99/104.32-5.45/8.0192.45/92.45表16MGE及X1值计算注：当X1＞l或X1＜0时，表示最大弯矩发生在支座处，用M=RAx--MGA±MEA计算梁内力组合见表17表17梁内力组合表层次位置内力荷载类别竖向荷载组合竖向荷载与地震力组合恒载①活载②地震荷载③1.2①+1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③5层B右M-42.32-15.69±78.16-72.7541.41-161.81V66.1624.3820.40113.52120.5467.50D左M-48.82-17.9553.23-83.71-138.55-0.16V68.4325.1820.40117.37123.7470.70B右M-13.37-4.74±45.87-22.6840.74-78.52V11.973.6435.8419.4663.14-30.04跨中MBD62.5722.99107.27118.4583.68MDE3.831.236.325.335.33B右M-45.34-16.71±99.53-77.8064.96-193.8260 4层V66.3124.4626.27113.82128.4060.10D左M-50.22-18.4469.62-86.08-161.8319.18V68.1225.0726.27116.84130.9462.64B右M-11.82-4.18±59.98-20.0461.28-94.67V11.973.8446.8619.7477.59-44.25跨中MBD60.3622.24103.57126.0385.32MDE3.831.236.325.335.333层B右M-44.74-16.50±113.76-76.7984.30-211.48V66.3624.4430.43113.85133.8654.74D左M-49.94-18.3482.19-85.60-177.7835.92V68.1825.0930.43116.94136.4357.31D右M-12.03-4.26±70.81-20.4075.06-109.05V11.973.8455.3219.7488.58-55.25跨中MBD60.8022.39104.31135.0291.30MDE3.831.236.3249.12-38.45续表172层B右M-45.58-16.80±131.40-78.22106.04-235.60V66.4323.9533.68113.25137.8750.30D左M-53.38-18.5085.52-89.96-186.3336.02V68.1025.7133.68117.71140.9353.36D右M-11.80-4.18±73.68-20.0179.12-112.45V11.973.8457.5619.7491.50-58.16跨中MBD58.6622.16101.42148.3783.46MDE3.831.236.321层B右M-41.14-15.17±150.30-70.61136.92-253.86V66.0824.3438.89113.37144.4643.34D左M-48.18-17.67100.17-82.55-198.6461.80V68.5325.2238.89117.54147.9346.81D右M-13.97-4.98±86.31-23.7492.45-131.96V11.973.8467.4319.74104.33-70.99跨中MBD63.5023.39108.95117.27125.59MDE3.831.236.32表中恒载和活载的组合,梁端弯矩取调幅后的数值,剪力取调幅前的较大值如图18所示。图中M左、M右为调幅前弯矩值，M左′、M右′为调幅后弯矩值。剪力值应取V左和V左′具体数值见表14、表15。60 图18调幅前后剪力值变化1.8.2柱内力组合框架柱取每层柱顶和柱底两个控制截面组合结果见表18、表19。表中系数是考虑计算截面以上各层活载不总是同时满布而对楼面均布活载的一个折减系数，称为活载按楼层的折减系数，取值见表20表18B柱内力组合表层次位置内力荷载类别竖向荷载竖向荷载与地震力组合恒载①活载②地震荷载③1.2①＋1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③5层柱顶M32.299.7547.7052.40-17.41106.61N520.6856.5839.52704.03607.39710.14柱底M-29.15-9.14±42.30-47.7814.53-95.45N542.2956.5839.52729.96633.32736.074层柱顶M27.527.1057.2442.96-37.13111.70N741.8463.7165.79979.40842.911013.9660 柱底M-27.93-7.20±50.76-43.6028.15-103.82N763.4563.7165.791005.33868.841039.893层柱顶M28.017.2263.0043.72-43.96119.84N963.0580.7896.221268.751079.041329.21柱底M-27.34-7.06±63.00-42.6944.86-118.94N984.6680.8296.221294.741105.001355.172层柱顶M29.647.1068.4045.51-49.09128.75N1184.3390.62129.901548.061306.701644.44柱底M-32.74-7.85±68.40-50.2844.92-132.92N1205.9490.62129.901574.001332.631670.371层柱顶M18.704.4881.9028.71-81.34131.60N1405.26106.44168.791835.331530.751969.60柱底M-9.35-2.24±100.10-14.36117.57-142.69N1432.57106.44168.791868.101563.522002.38表19D柱内力组合表层次位置内力荷载类别竖向荷载竖向荷载与地震力组合恒栽①活载②地震荷载③1.2①+1.4②1.2(①+0.5②)±1.3③5层柱顶M-26.23-8.2557.60-43.03-111.3138.45N532.7559.6131.83722.75633.69716.45柱底M24.657.78±57.6040.47109.13-40.63N554.3659.6131.83748.69659.62742.384层柱顶M-23.35-6.0772.00-36.52-125.2661.94N755.7269.3352.421003.93880.321016.61柱底M23.676.15±72.0037.01125.69-61.51N777.3369.3352.421029.86906.251042.543层柱顶M-23.72-6.1681.00-37.09-137.4673.14N978.7589.5877.311299.911127.751328.75柱底M23.316.06±81.0036.46136.91-73.69N1000.3689.5877.311325.841153.681354.682层柱顶M-24.91-6.0188.20-38.31-148.1681.16N1201.70102.39101.191585.391371.931635.02柱底M27.466.62±88.2042.22151.58-77.74N1223.31102.39101.191611.321397.861660.951层柱顶M-15.383.71-98.28-13.26-143.99111.53N1425.08121.28-129.731879.891614.221951.51柱底M7.691.85±120.1211.82166.49-145.82N1446.69121.28-129.731905.821640.151977.4560 表20活荷载按楼层的折减系数墙,柱,基础计算截面以上的层数12～34～56～89～20＞20计算截面以上各楼层活荷载的折减系数　1.00(0.90)0.850.700.650.600.551.9截面设计1.9.1承载力抗力调整系数RE考虑地震作用时,结构构件的截面采用下面的表达式：≤/RE式中：RE——承载力抗力调整系数，取值见表23；——地震作用效应与其它荷载效应的基本组合；——结构构件的承载力。注意在截面配筋时，组合表中地震力组合的内力均应乘以RE后再与静力组合的内力进行比较，挑选出最不利组合。表21承载力抗震调整系数RE材料结构构件受力状态钢筋混凝土梁受弯0.75轴压比小于0.15的柱偏压0.75轴压比不小于0.15的柱偏压0.80抗震墙偏压0.85各类构件受剪、偏拉0.851.9.2横向框架梁截面设计以第一层梁为例取跨梁；梁控制截面的内力如图19所示。图中单位为kN·m，的单位为kN。混凝土强度等级（=13.5N/mm2,=12.5N/mm2）,纵筋为Ⅱ级(=310N/mm2),箍筋为Ⅰ级(=210N/mm2)。60 图19第一层梁内力示意1.9.2.1梁的正截面强度计算（见表22）1.9.2.2梁的斜截面强度计算（见表23）为了防止梁在弯曲屈服前先发生剪切破坏，截面设计时对剪力设计值进行调整如下：式中：A——剪力增大系数，对三级框架取1.1；——梁的净跨，对第一层梁，Lbd＝6.3m,Lde=2.4m,——梁在重力荷载作用下,按简支梁分析的梁端截面剪力设计值。,——分别为梁的左、右端顺时针方向或反时针方向截面组合的弯矩值。由表16查得：BD跨：顺时针方向=136.92kN·m=-198.64kN·m逆时针方向=-253.86kN·m=61.80kN·mDE跨：顺时针方向=92.45kN·m=-131.96kN·m逆时针方向=-131.96kN·m=92.45kN·m60 计算中+取顺时针方向和逆时针方向中较大值。剪力调整BD跨：+=136.92+198.64=335.56kN·m＞253.86+61.80=315.66kN·m=(20.86+0.5×7.68)×1.2×1/2×5.94=88.03kN·mDE跨:+=131.96+92.45=224.4kN·m=(9.35+0.5×3)×1.2×1/2×2.16=14.06kN·m=1.1×335.56/5.94+88.03=150.17kN=1.10×224.4/2.16+14.06=128.34kN考虑承载力抗震调整系数RE=0.85=0.85×150.17=127.64Kn=0.85×128.34=109.09若调整后的剪力值大于组合表中的静力组合的剪力值,则按调整后的剪力进行斜截面计算。梁的正截面、斜截面强度计算见表22、表23。表22第一层框架梁正截面强度计算60 截面1123M(kN·m)-253.86136.92125.59-198.64b×h0(㎜2)250×565250×565250×565250×565b/2×V(kN·m)32.532.533.28(kN·m)-221.36104.42125.59-165.36(kN·m)-166.0278.3294.19-124.020.1540.0720.0870.1150.1680.0750.0910.1230.9160.9630.9540.9391034.8464.3564754选筋2Φ221Φ202Φ202Φ202Φ22实配面积1074.2628.4628.47600.760.440.440.54截面3445M(kN·m)61.80-131.9692.456.23b×h0(㎜2)250×565250×365250×365250×365b/2×V(kN·m)33.2823.4723.47(kN·m)28.52-108.4968.986.23(kN·m)21.39-81.3651.376.230.0190.1800.1140.0130.0190.2000.1210.0130.9900.90.9390.993123.3798.9486.355选筋2Φ182Φ222Φ182Φ18实配面积509.0760509.0509.0表23梁的斜截面强度计算截面支座A右支座B左支座B右设计剪力V´（kN）144.46147.93104.3360 RE·V´（kN）122.79125.7488.68调整后的剪力（kN）150.17150.17128.34RE·V（kN）127.64127.64109.09b×h0250×565250×565250×3650.2fcbh0353.13×103＞V353.13×103＞V228.13×103＞V箍筋直径Φ（mm）肢数（n）n=2;Φ=8n=2;Φ=8n=2;Φ=8Asv150.350.350.3箍筋间距S（mm）10010080Vcs=0.056fcbh0+1.2fyv·n·Asv1·h0/s215.53×103＞RE·V215.53×103＞RE·V190.18×103＞RE·Vsv=n·Asv1/b·s(%)0.4020.4020.503svmin=0.03fc/fyv(%)0.1790.1790.179考虑地震作用的反复性，表中公式将静力荷载作用下梁的受剪承载力公式乘0.8的降低系数。1.9.2.3柱截面设计以第一，二层B柱为例，对图20中的Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ，截面进行设计。混凝土等级为C25，=12.5N/mm，=13.5N/mm纵筋为Ⅱ级,=310N/mm，箍筋为=210N/mm60 图20柱计算截面示意图轴压比验算由B柱内力组合表18查得:Ⅰ-Ⅰ=1660.95kNc==1660.95×103/(450×450×12.5)=0.656＜0.9Ⅱ-Ⅱ=1951.51kNc==1951.51×103/(450×450×12.5)=0.771＜0.9Ⅲ-Ⅲ=1977.45kNc==1977.45×103/(450×450×12.5)=0.781＜0.8均满足轴压比的要求。A正截面承载力的计算梁、柱端弯矩应符合下述公式的要求：三级框架=1.160 式中:—－节点上、下柱端顺时针或逆时针截面组合的弯矩设计值之和;－—节点上、下梁端逆时针或顺时针截面组合的弯矩设计值之和。两个方向的弯矩设计值均应满足要求,当柱子考虑顺时针弯矩之和时,梁应考虑逆时针方向弯矩之和,反之亦然。取两组中较大者计算配筋。第一层梁与柱节点的梁端弯矩值由内力组合表17,查得:左震198.64+92.45=291.09kN·m右震61.80+131.96=193.76kN·m取=291.09kN·m第一层梁与B柱节点的柱端弯矩值由内力组合表19,查得:左震151.58+143.99=295.57kN·m右震77.74+111.53=189.27kN·m梁端取左震,也取左震:=295.57kN·m＜1.1=1.1×291.09=320.20kN·m取´=320.20kN·m将与´的差值按柱的弹性分析弯矩之比分配给节点上下柱端(即Ⅰ-Ⅰ，Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面)Ⅰ-Ⅰ=kN·mⅡ-Ⅱ=kN·mⅠ-Ⅰ=151.58+12.63=164.21kN·mⅡ-Ⅱ=143.99+12=155.99kN·m60 根据B柱内力组合表19,选择最不利内力并考虑上述各种调整及抗震调整系数后，各截面控制内力如下:Ⅰ-Ⅰ截面:①=164.21×0.8=131.37kN·m=1397.86×0.8=1118.29kN=42.22kN·m=1611.32kNⅡ-Ⅱ截面:②=155.99×0.8=124.79kN·m=1614.22×0.8=1291.38kN=13.26kN·m=1879.89kNⅢ-Ⅲ截面:③=191.46×0.8=153.17kN·m=1640.15×0.8=1312.12kN=11.82kN·m=1905.82kN截面采用对称配筋,具体配筋见表24中.=/当取ea=0当＜15时,取=1.060 式中:——轴向力对截面形心的偏心距；——附加偏心距；——初始偏心距；——偏心受压构件的截面曲率修正系数；——考虑构件长细比对构件截面曲率的影响系数；——偏心距增大系数；——轴力作用点到受拉钢筋合力点的距离；——混凝土相对受压区高度；、——受拉、受压钢筋面积。表25柱子配筋截面Ⅰ-ⅠⅡ-ⅡⅢ-ⅢM(kN·m)131.3742.22124.7913.26153.1711.82N(kN)1118.291611.321291.381879.891312.121905.82lO(mm)450045504550bh0(㎡)450×415450×415450×415e0(mm)117.526.296.67.1116.76.20.3h0(mm)124.5124.5124.5ea(mm)0.8411.83.3514.090.9414.2ei(mm)118.343899.9521.19117.6420.4lO/h1010.1110.11ξ10.970.4470.850.3380.9650.333ξ21.01.01.01.01.01.0η1.2431.3491.2581.4831.2491.495ηei(mm)147.151.26125.7431.42146.9330.5e(mm)337.1241.26315.74221.42336.93220.5ξ0.4440.6870.5120.8030.5200.811偏心性质大偏心小偏心小偏心小偏心大偏心小偏心As=As´(mm)134＜077.03＜0333.3＜0选筋4Φ184Φ184Φ1860 实配面积(mm)101810181018%0.560.560.56B斜截面承载能力计算以第一层柱为例，剪力设计值按下式调整：式中：——柱净高；——分别为柱上下端顺时针或逆时针方向截面组合的弯矩设计值。取调整后的弯矩值，一般层应满足=1.1,底层柱底应考虑1.15的弯矩增大系数。由正截面计算中第Ⅱ-Ⅱ、Ⅲ-Ⅲ截面的控制内力得：=155.99kN·m=191.46kN·m=3.95m柱的抗剪承载能力:式中:——框架的计算剪跨比。，当<1时，取=1；当＞3，取=3；——考虑地震作用组合的框架柱轴向压力设计值，当＞时取==取=3.0=1614.22kN>=759.38kN,取=759.38kN设柱箍筋为2肢8﹫200,则=199.25kN＞96.76kN60 同时柱受剪截面应符合如下条件:即kN＞96.76kN截面满足抗剪要求。1.10楼梯设计1.10.1建筑设计⑴楼梯间底层建筑平面图见图21：⑵楼梯形式尺寸：采用双跑楼梯，层高均为3.6m，3.3m。1.10.2结构设计采用板式楼梯1.10.2.1楼梯梯段板的计算活荷载标准值材料选用混凝土采用C20（）钢筋当时，选用Ⅰ级钢筋当时，选用Ⅱ级钢筋按板式楼梯进行设计。60 图21楼梯间顶层平面详图⑴假定h=，取h=100mm。⑵荷载计算：（取1M板宽计算）楼梯斜板倾角cos=0.875恒载计算：踏步重斜板重20mm厚找平层恒荷载标准值恒荷载设计值活荷载标准值活荷载设计值总荷载⑶内力计算计算跨度跨中弯矩⑷配筋计算（结构重要性系数）受力筋选用Φ8@130,分布筋选用选Φ6@300（配筋图见楼梯结构配筋图）60 1.10.2.2平台板的计算A内力计算计算跨度跨中弯矩B配筋计算受力筋选用Φ8@120,As＝419㎜2分布筋选用选Φ6@2001.10.2.3平台梁的计算A荷载计算：梯段板的传来平台板传来梁自重B内力计算取两者中较小者，C配筋计算60 ⑴分布筋选纵向钢筋（按第一类倒L形截面计算）翼缘宽度：取选用3Φ18，⑵箍筋计算按计算配箍。取箍筋肢数=2,箍筋直径,()箍筋间距==60723取双肢箍Ф8@200,（配筋图见楼梯结构配筋图）1.11板的计算1.11.1BC跨间板计算（单向板）板按考虑塑性内力重分布计算。取1m宽板为计算单元。有关尺寸及计算简图如图2260 1.11.1.1屋面板计算混凝土选用钢筋选用Ⅰ级，取1m宽板带为计算单元。A荷载：活载：2.0恒载：荷载设计值：每米板宽：B内力计算：计算跨度：L=2400-200=2200mm跨中弯矩：C截面强度：b=1000mmh=80mmh=80-20=60mm60 钢筋选配：实配钢筋面积：202分布钢筋：按规定选用1.11.1.2楼面板计算A荷载：活载：2.0恒载：荷载设计值：每米板宽B内力计算：计算跨度：L=2400-200=2200mm跨中弯矩：C截面强度：b=1000mmh=80mmh=80-20=60mm钢筋选配：实配钢筋面积：157分布钢筋：按规定选用1.11.2B-D、D-E轴线间板计算（双向板）此处计算B-D轴线间板60 混凝土选用钢筋选用Ⅰ级，取1m宽板带为计算单元。1.11.2.1屋面板计算：板厚100mm由上知：q=8.32AB2区格板的计算：计算跨度：,取由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中钢筋在距支座处截断一半，故60 取跨中截面支座截面⑴求方向跨中截面钢筋选Φ8@140,⑵求方向支座截面钢筋选Φ10@100,⑶求方向跨中截面钢筋选Φ8@200,⑷求方向支座截面钢筋选Φ8@110,BB1区格板的计算60 计算跨度:,取由于B1区格为角区格，内力折减系数为1.0。又由于长边支座b为B1及B2的共同支座，故B1区格的按跨中钢筋全部伸入支座计算取同前。⑴求方向跨中截面钢筋选Φ10@100,⑵求方向跨中截面钢筋选Φ8@110,⑶求方向支座截面钢筋选Φ10@100,60 1.11.2.2楼面板计算：取跨中截面板厚100mm由上知：q=6.58AB2区格板的计算：计算跨度：,取由于B2区格有一边简支，无圈梁，内力折减系数为1.0。假设板的跨中钢筋在距支座处截断一半，故取跨中截面支座截面⑴求方向跨中截面钢筋选Φ8@125,⑵求方向支座截面钢筋⑶求方向跨中截面钢筋60 ⑷求方向支座截面钢筋选Φ8@140,BB1区格板的计算计算跨度:,取由于B1区格为角区格，内力折减系数为1.0。又由于长边支座b为B1及B2的共同支座，故B1区格的按跨中钢筋全部伸入支座计算⑴求方向跨中截面钢筋选Φ8/10@110,⑵求方向跨中截面钢筋选Φ8@140,60 ⑶求方向支座截面钢筋选Φ10@110,1.12柱下条形基础设计一、设计资料1.1计算信息:是否考虑自重:是恒载组合系数:1.20活载组合系数:1.40满布恒载标准值(kN/m):20.00满布活载标准值(kN/m):4.00最小单元计算长度(m):1.00计算方法:倒楼盖法地基梁参数表格序号长度(m)类型b1(mm)b2(mm)h1(mm)h2(mm)G(kN/m3)E(MPa)K(kN/m3)m支撑16.30倒T形180040080030025.0020000.0015000.000.20铰支22.40倒T形180040060030025.0020000.0015000.000.20铰支36.30倒T形180040080030025.0020000.0015000.000.20铰支1.2荷载信息:第1号地基梁荷载表格编号荷载种类M(kN·m)P1(kN)P2(kN)x1(m)x2(m)1集中荷载D--1432.00--0.00--2集中荷载L--106.00--0.00--第2号地基梁荷载表格60 编号荷载种类M(kN·m)P1(kN)P2(kN)x1(m)x2(m)1集中荷载D--1447.00--2.40--2集中荷载D--1447.00--0.00--3集中荷载L--121.00--2.40--4集中荷载L--121.00--0.00--第3号地基梁荷载表格编号荷载种类M(kN·m)P1(kN)P2(kN)x1(m)x2(m)1集中荷载D--1432.00--6.30--2集中荷载L--106.00--6.30--二、计算结果弹性地基梁计算结果表格梁单元[Xi,Xj]m[Qi,Qj]kN[Mi,Mj]kN·m10.00,1.00-80.91,80.914.32,-85.2221.00,2.00-40.35,40.3585.22,-125.5732.00,3.00-7.67,7.67125.57,-133.2443.00,4.0022.26,-22.26133.24,-110.9854.00,5.0054.93,-54.93110.98,-56.0565.00,6.0094.85,-94.8556.05,38.7976.00,6.30289.70,-289.70-97.87,184.7886.30,7.30-26.67,26.67-76.95,50.2897.30,8.3026.80,-26.80-50.28,77.08108.30,8.7027.73,-27.73-35.16,46.25118.70,9.70-116.28,116.28-102.28,-13.99129.70,10.70-72.50,72.5013.99,-86.491310.70,11.70-36.45,36.4586.49,-122.951411.70,12.70-4.70,4.70122.95,-127.651512.70,13.7027.78,-27.78127.65,-99.871613.70,14.7066.24,-66.2499.87,-33.631714.70,15.0097.71,-97.7129.70,-0.39注:1.Xi----单元i端坐标(m)4.Qj----单元j端剪力(kN)2.Xj----单元j端坐标(m)5.Mi----单元i端弯矩(kN·m)3.Qi----单元i端剪力(kN)6.Mj----单元j端弯矩(kN·m)60 60 二、配筋计算跨中计算1．1．2混凝土强度等级：C30fc＝14.33N/mmft＝1.43N/mm　1．1．3钢筋强度设计值fy＝300N/mmEs＝200000N/mm　1．1．4由弯矩设计值M求配筋面积As，弯矩M＝126kN·m　1．1．5截面尺寸b×h＝400*800mmho＝h-as＝800-40＝760mm　　1．2计算结果：　1．2．1相对界限受压区高度ξb　ξb＝β1/[1+fy/(Es*εcu)]＝0.8/[1+300/(200000*0.0033)]＝0.550　1．2．2受压区高度x＝ho-[ho^2-2*M/(α1*fc*b)]^0.5　＝760-[760^2-2*126000000/(1*14.33*400)]^0.5＝29mm　1．2．3相对受压区高度ξ＝x/ho＝29/760＝0.039≤ξb＝0.550　1．2．4纵向受拉钢筋As＝α1*fc*b*x/fy＝1*14.33*400*29/300＝564mm　1．2．5配筋率ρ＝As/(b*ho)＝564/(400*760)＝0.19%　最小配筋率ρmin＝Max{0.20%,0.45ft/fy}＝Max{0.20%,0.21%}＝0.21%　As,min＝b*h*ρmin＝688mm　配4Φ18支座计算1．1．2混凝土强度等级：C30fc＝14.33N/mmft＝1.43N/mm　1．1．3钢筋强度设计值fy＝300N/mmEs＝200000N/mm　1．1．4由弯矩设计值M求配筋面积As，弯矩M＝105kN·m　1．1．5截面尺寸b×h＝400*600mmho＝h-as＝600-40＝560mm　　60 1．2计算结果：　1．2．1相对界限受压区高度ξb　ξb＝β1/[1+fy/(Es*εcu)]＝0.8/[1+300/(200000*0.0033)]＝0.550　1．2．2受压区高度x＝ho-[ho^2-2*M/(α1*fc*b)]^0.5　＝560-[560^2-2*105000000/(1*14.33*400)]^0.5＝34mm　1．2．3相对受压区高度ξ＝x/ho＝34/560＝0.06≤ξb＝0.550　1．2．4纵向受拉钢筋As＝α1*fc*b*x/fy＝1*14.33*400*34/300＝644mm　1．2．5配筋率ρ＝As/(b*ho)＝644/(400*560)＝0.29%　最小配筋率ρmin＝Max{0.20%,0.45ft/fy}＝Max{0.20%,0.21%}＝0.21%　配4Φ2060'