多层工业厂房建筑框架结构 毕业设计计算书

'1、工程概况：1.1本工程为多层工业厂房建筑，平面布置图见附图1.2.3。采用普通砖墙，墙厚为240（容重18kN/m3）。柱初定截面尺寸统一为：b*h=400×500mm2，楼层层高分别为：底层4.5m，其它层4.2m。1.2楼面及屋面构造说明：楼层地面采用水磨石面层厚30mm（含结合层）。荷载65KN/m3,钢筋混凝土板厚取120mm，荷载25kN/m3,板底抹灰及制白20mm厚；荷载0.34kN/m2。屋面做法及荷载取值见附图：根据《建筑结构荷载规范》（GB50009-2012），确定：10mm厚砼盖板架空层，25kN/m3；钢筋混凝土屋面板：25kN/m3；顶棚15mm厚混合砂浆喷白：17kN/m2。1.3材料：混凝土：基础C20，柱、梁、板：C30。钢筋：各构件受力主筋采用HRB400()级fy=360N/mm2；箍筋采用HPB300(φ)级，fy=270N/mm2。基础钢筋全部采用HRB335()，fy=300N/mm2。1.4楼面均布活载根据附表1取4KN/m2；风荷载基本取为0.45KN/m2，不计地震力及雪荷载。不上人屋面，活荷载标准值为：0.5KN/m2。地基土质较好，均为粘性土，采用天然地基，地基承载力特征值为fa=280kpa，基础埋置深度初定：2.3m。2、结构布置：2.1本工程采用全现浇框架结构，由于开间较大，同时考虑柱网布置及使用要求，采用横向桩梁承重结构，楼板均采用双向板。确定，横向框架梁为6.9m，纵向连系梁为4.5m、3.9m。梁板截面尺寸：板厚：hzt/40=4500/40=113mm，取板厚h=120mm。 横向框架梁截面尺寸：h=（～）l=6900/8～6900/12=860～575mm，取h=600mm；b=（1/2～1/3）·h且h≥200；取b=250mm。纵向连系梁：h≥l/12～l/15=4500/12～4500/15=375～300；取h=400mm，b=250mm。二层结构平面布置，如图－1柱截面验算：A≥=·φ（φ中柱取1.0；边柱取1.1。角柱取1.2）。吊柱：A≥×1.2=50809。边柱：A≥=107480（满足）。中柱：A≥=195419（满足）。2.2本设计以④轴线横向框架为计算分析对象。2.2.1框架计算简图如图－2。2.2.2荷载计算1、屋面横梁上的竖向线荷载取标准值：（1）恒载 ①恒载标准值：如图－310厚砼盖板架空房0.010×25=0.25KN/m2120厚钢筋混凝土屋面板0.12×25=3.0KN/m215厚混合砂浆喷白0.015×17=0.26KN/m2合计：3.51KN/m2②梁自重：各跨横梁0.25×（0.6－0.12）×25=3.0KN/m梁侧粉刷2×（0.6－0.12）×0.015×17=0.245KN/m 合计：3.25KN/m作用在屋面框架梁上的线恒荷载标准值：梁自重g5AB1=g5BC1=3.25KN/m板传来g5AB2=g5BC2=3.51×4.5=15.80KN/m（2）活载如图－4作用在屋面框架梁上的线活荷载线标准值为： q5AB=q5BC=0.5×4.5=2.25KN/m2、楼面横梁上的竖向线荷载标准值：（1）恒载如图－3①恒载标准值30厚水磨石面层0.65KN/m2120厚钢筋混凝土楼板0.12×25=3.0KN/m220厚板底抹灰及刷白0.34KN/m2 合计：3.99KN/m2②梁自重自跨横梁0.25×（0.6－0.12）×25=3.0KN/m梁侧抹灰及刷白2×（0.6－0.12）×0.34=0.33KN/m合计：3.33KN/m作用在楼面框架上的线恒荷载标准值为：梁自重g2AB1=g2BC1=3.33KN/m板传来的荷载g2AB2=g2BC2=3.99×4.5=17.96KN/m（2）活载如图－4作用在楼面框架梁上的线活载标准值为：q2AB=q2BC=4.0×4.5=18KN/m3、屋面框架节点集中荷载标准值如图-5（1）恒载①边柱连系梁自重0.25×（0.4-0.12）×4.5×25=7.88KN梁侧抹灰及刷白2×（0.4-0.12）×0.34×4.5=0.86KN连系梁传来的屋面自重0.5×0.5×4.5×4.5×3.51+0.9×4.5×3.51=31.98KN女儿墙自重0.12×0.18×1.0×4.5=9.72KN墙体粉刷（1×2+0.12）×0.34×4.5=3.24KN 合计：53.68KN屋面层边节点，集中恒荷载G5A=G5C=53.68KN②中柱连系梁自重0.25×（0.4-0.12）×25×4.5=7.88KN梁侧抹灰及刷白2×（0.4-0.12）×0.34×4.5=0.86KN连系传来的屋面自重0.5×0.5×4.5×4.5×3.51×2=35.54KN合计：44.28KN屋面层中节点集中恒荷载G5B=44.28KN（2）活载①屋面边节点集中活荷载0.5×0.5×4.5×4.5×0.5+0.9×4.5×0.5=4.56KN②屋面中节点集中活荷载Q5A=Q5C=4.56KN0.5×0.5×4.5×4.5×0.5×2=5.06KNQ5B=5.06KN4、楼面框架节点集中荷载标准值如图-6（1）恒载①边柱连系梁自重0.25×（0.4-0.12）×25×4.5=7.88KN梁侧抹灰自重及刷白2×（0.4-0.12）×0.34×4.5=0.86KN 连系梁传来的板自重0.5×0.5×4.5×4.5×3.99=20.20KN塑钢窗自重[（4.2-0.4）×4.5-3.0×2.4]×0.24×18=42.77KN墙体粉刷2×[（4.2-0.4）×4.5-3.0×2.4]×0.34=6.73KN合计：81.32KN2～5层边节点集中恒荷载GA=GC=81.32KN框架柱自重GA1=GC1=0.4×0.5×4.2×25=21KN②中柱连系梁自重0.25×（0.4-0.12）×5×25×4.5=7.88KN梁侧抹灰及刷白2×（0.4-0.12）×0.34×4.5=0.86KN连系梁传来的板自重0.5×0.5×4.5×4.5×3.99×2=40.40KN合计：49.14KN2～5层中节点集中恒荷载GB=49.14KN框架柱自重GB1=0.4×0.5×4.2×25=21KN（2）活载①边柱连系梁传来的集中活载0.5×0.5×4.5×4.5×4.0=20.25KN②中柱连系梁传来的集中活载0.5×0.5×4.5×4.5×4×2=40.50KNQA=QC=20.25KNQB=40.50KN5、风荷载已知基本风压WO=0.45KN/m2，本工程设定建于城郊；地面粗糙，属于B类，按荷载规范：WK=βZμSμzWO，风荷载图如图-7。风荷载体型系数μS迎风面为0.8，背风面为-0.5。因结构高度H=21.3m＜30m（从室外地面算起），取风振系数βZ=1.0。计算多层框架风荷载时，一般可取为10m处风压高度变化系数μz=1.0，即10m以下认为风荷载均匀分布，10m 以上按梯形直线分布。因本工程层数不多，总高度不大，为简化计算，按均布考虑，以10m以上的风压高度变化系数按女儿墙顶标高处确定。（为简化计，近认以2层和3层之间的中点为分界。）女儿墙顶面标高为22.3m；故：μz=1.27。风荷载标准值为：对于10m以下，W1k=1.0×（0.8+0.5）×1.0×0.45×4.5=2.63KN/m。对于10m以上，W2k=1.0×（0.8+0.5）×1.27×0.45×4.5=3.34KN/m。楼层数相应的集中风荷载标准值为： P1=2.63×=11.44KNP2=2.63×4.2=11.05KNP3=P4=3.34×4.2=14.03KNP5=3.34×（0.5×4.2+1.0）=10.35KN2.3内力计算2.3.1恒载作用下的内力计算1、梁、柱线刚度在计算梁、柱线刚度时，应考虑楼盖对框架梁的影响，在现浇楼盖中，中框架的抗弯惯性取I=2I0；边框架梁取I=1.5I0。为框架按矩形载面计算的截面惯性矩，横梁、柱的线刚度计算如下：柱、梁的混凝土强度C30，弹性模量Ec=30.0KN/m2。横梁、柱的线钢度计算见表-1表-1横梁、柱线刚度杆件截面尺寸Ec(kN/mm2)Io(mm4)L(mm)i=EcI/L(kN.mm)相对刚度B（mm）H(mm)边框架梁250600304.50X10969002.93X1070.75中框架梁250600304.50X10969003.91X1071底层框柱400500304.17X10955002.27X1070.581中层框柱400500304.17X10942002.98X1070.761每层框架柱总的抗侧移刚度见表-2底层：∑D=4×4.90+2×6.06+16×5.38+8×6.52=169.96KN/mm二至五层：∑D=4×6.69+2×10.06+16×8.04+8×11.51=267.60KN/mm 表-2框架柱横向侧移刚度D值项目梁柱刚度比Kαc修正侧移刚度D根数层柱类型截面二至五层边框边柱0.990.336.694边框中柱1.970.5010.062中框边柱1.310.408.0416中框中柱2.630.5711.518底层边框边柱1.290.544.904边框中柱2.580.676.062中框边柱1.720.605.3816中框中柱3.440.726.528注：1.底层K=∑ib/iz；其他层K=∑ib/2iz。2.底层αc=（0.5+K）/（2+K）；其他层αc=K/（2+K）。3.D=αc*iz*12/h2)，单位kN/mm。2、附加节点弯矩（1）恒荷载产生的附加节点弯矩层面层边节点53.68×=6.71KN·m2～5层边节点81.32×=10.17KN·m（2）活荷载产生的附加节点弯矩屋面层边节点4.56×=0.57KN·m2～5层边节点20.25×=2.53KN·m3、弯矩分配系数（1）计算弯矩配系数由于该框架对称结构，可以取框架的一半，进行简化计算，算出横向框架各杆端的弯矩分配系数，如图-8，相对线刚度见表-1。 节点A1SA1A0=4iA1A0=4×0.581=2.324SA1B1=4iA1B1=4×1=4SA1A2=4iA1A2=4×0.761=3.044∑S=2.324+4+3.044=9.368μA1A0=SA1A0/∑S=2.324/9.368=0.248 μA1B1=SA1B1/∑S=4/9.368=0.427μA1A2=SA2A2/∑S=3.044/9.368=0.325节点A2SA2A1=4iA2A1=4×0.761=3.044∑S=SA2A1+SA2A3+SA2B2=3.044+3.044+4=10.088μA2A3=μA2A1=3.044/10.088=0.302μA2B3=4/10.088=0.396节点A5∑S=SA5A4+SA5B5=4×（0.761+1）=7.044μA5A4=3.044/7.044=0.432μA5B5=4/7.044=0.568节点A3、A4与相应的节点A2相同。4、杆件固端弯矩计算杆件固端弯矩时，应带符号，杆件弯矩一律以顺时针方向为正。如图-9。（1）横梁固端弯矩①屋面层横梁横梁自重作用：M′A5B5=-M′B5A5=-ql2/12=3.25×6.92/12=-12.89KN·m。板传来的恒载作用：M′A5B5=-M′B5A5=-ql2（1-2×a2/l2+a3/l3）/12=-15.80×6.92×（1-2×2.252/6.92+2.253/6.93）/12=-51.53KN·m（2）2～5层横梁横梁自重作用M′A1B1=-M′B1A1=-ql2/12=-3.33×6.92/12=-13.21KN·m 板传来的恒载作用：M′A1B1=-M′B1A1=-ql2/12（1-2a2/l2+a3/l3）/12=-17.96×6.92×（1-2×2.252/6.92+2.253/6.93）/12=-58.57KN·m5、节点不平衡弯矩横向框架的节点不平衡弯矩为通过该节点的各杆件（不包括纵向框架梁）在节点处的固端弯矩与通过该节点的纵梁引起的柱端横向附加弯矩之各。根据平衡原则，节点弯矩的正方向与杆端弯矩方向相反，一律以逆时针方向为正，如图-9。节点A5不平衡弯矩：MA5B5=-12.89-51.53+6.71=-57.71KN·m节点A4、A3、A2、A1不平衡弯矩MA1B1=-13.21-58.57+10.17=61.61KN·m本工程计算的横向框架节点不平衡弯矩如图-8。6、内力计算 根据对称原则，只计算AB跨。在进行弯矩分配时，应计节点不平衡弯矩反号后，再进行杆端弯矩分配。节点弯矩使相交于该节点的杆件近端产生弯矩，同时也使杆件的远端产生弯矩，近端产生的弯矩通过节点，弯矩分配确定，远端产生的弯矩有传递系数CC近端弯矩与远端弯矩的比值确定。传系数与杆件远端的约束形成有关。远端固定C=；远端滑动C=-1；远端铰支C=0。恒载弯矩分配过程如图-10；恒载作用下弯矩如图-11，梁剪力，柱轴力、剪力如图-12。 2.3.2活载作用下的内力计算注：各不利荷载布置时计算简图不一定为对称形式；为方便采用对称结构对称荷载形式进行简化。1、横梁固端弯矩（1）屋面层M′A5B5=-M′B5A5=-ql2（1-2a2/l2+a3/l3）/12=-2.25×6.92×（1-2×2.252/6.92+2.253/6.93）/12=-7.34KN·m 2、本工程考虑如下四种最不利组合（1）顶层边跨梁跨中弯矩最大：如图-13（a）。（2）顶层边柱柱顶左侧及柱底右侧受拉最大弯矩；如图-13(b)。（3）顶层、边跨梁梁端最大负弯矩：如图-13(c)。（4）活载满跨布置：如图-13（d）。 3、各节点不平衡弯矩MA5=M’A5B5+M’A5=-7.34+0.57=-6.77KN·mMA1=MA2=MA3=MA4=M1A1B1+M1A1=-58.70+2.53=-56.17KN·mMB1=MB2=MBC=MB4=M1B1A1=58.70KN·m4、内力计算采用“迭代法”计算，计算次序及过程同于恒载计算，详细步骤不再重复，内力计算结果：活载(a)作用下梁端弯矩、剪力、柱轴力,如图-14、图-15。 活载(b)作用下梁端弯矩、剪力、柱轴力,如图-16、图-17。活载(c)作用下梁端弯矩、剪力、柱轴力,如图-18、图-19。活载(d)作用下梁端弯矩、剪力、柱轴力,如图-20、图-21。 2.3.3风荷载作用下的内力计算1、水平荷载作用下的框架层间剪力，如图-22；各层柱的及弯点位置如表-18。相关内力的计算过程见表-19、表-20、表-21.弯矩图见图-23，梁端剪力，柱轴力见图-24。 2、风载荷作用下的框架位移验算，计算过程列于表-22。考虑到框架的弹塑性影响，应对框架刚度作适当降低。对现浇框架取降低系数0.85。刚修正后的底层层间位移。△μi=3.52/0.85=4.14mm。最大相对层间位移==＜（满足要求）。 2.4内力组合2.4.1弯矩调幅在竖向荷载作用下，可考虑框架梁梁端塑性变形产生的内力重分布，对梁端负弯矩乘以调幅系数进行调幅，取β=0.9对梁进行调幅，计算过程见表-23。2.4.2内力组合本工程是不考虑地震作用的多层框架结构，一般组合采用三种组合形式即可；内力组合计算见表-24、表-25。1、可变荷载效应控制时，取1.2*恒k+1.4*活k+0.6*1.4*风k 1.2*恒k+1.4*0.7活k+1.4*风k2、永久荷载效应控制值1.35*恒k+0.7*1.4*活k 2.5配筋计算根据内力组合的结果，本工程对该框架的二层横梁及B柱进行梁、柱配筋计算和独立基础设计及配筋计算。2.5.1二层横梁配筋计算由于该框架是对称的，故BC跨的内力以AB跨的内力对称取值；计算过程可以取一半进行简化。由表-24，得：AB跨梁左端M=－169.92KN·mV=73.69KN跨中M=154.20KN·m梁右端M=210.09KN·mV=93.63KN正截面受弯承载力计算时，支座截面按矩形截面计算；跨中截面处按T形截面计算，支座截面弯矩设计值，以柱边截面取值：则，AB跨，梁左端弯矩设计值MA=－169.92+0.25×73.69=－144.50KN·mM中=154.20KN·mMB=－210.09－0.25×93.63=－186.68KN·m1、支座截面配背力计算，b=250mm；h=600mm；保护层厚度as=30mm则ho=h－as=600－30=570mm混凝土采用C30，fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2主筋采用HRB400，fy=fy1=360N/mm2箍筋采用HPB235，fy=fy1=210N/mm2A支座截面：===0.124ξ=1－=0.133≤0.35符合塑性内力重分布的条件。 As=ξ=0.133×≈753mm2选用318，As=763mm2ρmin=0.45=0.45×=0.18%＜0.2%，取ρmin=0.2%ρ1===0.509%＞ρmin=0.2%（符合要求）B支座截面：as===0.161ξ=1-=0.176≤0.35（符合要求）As=ξ=≈998mm2取418，As=1017mm2ρ1===0.678%＞0.2%（符合要求）2、跨中截面配筋计算跨中拟T形截面计算，bf′=×6900=2300mm＜4500mm取bf′=2300mmb=250mm，h=600mm，ho=600-30=570mm，hf′=120mma1fcbf′hf′(ho-hf′/2)=1.0×14.3×2300×120×(570-120/2)=2012.87KN·m＞M=154.20KNmm故该梁跨中截面可按第一类T形截面计算,as===0.014ξ=1-=0.015≤0.35符合要求As=ξ·a1bf’ho =0.015×1.0××2300×570≈756mm2选用318，As=763mm2ρ1===0.509%＞0.2%（满足要求）3、斜截面受剪承载力计算b=250mm，ho=570mm,fc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2-fyv=210N/mm2支座A:V=73.69KN支座B:V=-93.63KN验算截面尺寸：hw=ho-hf=570-120=450mmhw/b=450/250=1.8＜40.25βcfcbho=0.25×1.0×14.3×250×570=509.44KN＞Vmax=93.63KN，故截面尺寸满足要求。0.7ftbho=0.7×1.43×250×570=142.64KN,故A、B座可按构造配置箍筋，取S=200。ρsv.min=0.24=0.24×=0.163%则Asv=ρsv.min×bs=0.163%×250×200=81.5mm2选用φ8@200双肢箍筋，Asv=2×50.3=100.6mm2满足要求。梁截面配筋图见图-25。 2.5.2B柱截面配筋计算1、屋面层，矩形截面尺寸bh=400×500mm2，柱高l=4.2m，取xs=xs1=30混凝土强度等级C30，fc=14.3N/mm2，HRB400级钢筋,fy=fy’=360N/mm2根据柱内力组合表-25屋面层B柱组合①│Mmax│及相应的N柱上端M=-24.89KN·mN=199.56KN柱下端M=-31.65KN·mN=224.76KN组合②Nmin及相应的M柱上端M=-24.89KN·mmN=199.56KN柱下端M=-31.65KN·mmN=224.76KN组合③Nmax及相应的M柱上端M=-10.42KN·mN=222.79KN柱下端M=-20.73KN·mmN=251.14KN（1）组合①作用下B柱配筋计算柱的计算长度lo=1.25l=1.25×4.2=5.25mN=224.76KNM1=-24.89KN·mM2=-31.65KN①计算ηns和ei ==10.50ho=h-as=500-30=470mmeo2==141mm==16.7mm＜20mm取ea=20mmζc===6.36＞1.0取ζc=1.0ηns=1+（）2ζc=1+=1.25Cm=0.7+0.3×=0.7+0.3×=0.94M=Cm·ηns·M2=0.94×1.25×(-31.65)=-36.96KN·meo===164mmei=eo+ea=164+20=184mm②计算As和As’x===39.0mmx≤ξbho=0.518×470=243mm，且x＜2as1=2×30=60mm为大偏压破坏。e’=-ei-as’=-184-30=36mmAs=As’==≈400mm2按构造配筋：As=P1minbh=0.2%×400×500=400mm2选用218，As=As’=509mm2③底层至四层的柱配筋如表-26大偏压破坏时 当x≤ξbho且x≤2as’时As=As’=e’=-ei-as’当2as’＜x≤ξbho时As=As’=e=ei+-as’小偏压破坏时，重新调整xξ=+ξbx=ξhoAs=As’=则根据表格-26计算结果底层As和As’各选用522，As=As’=1900mm2二至四层As和As1各选用222，As=As’=760mm2（2）组合②作用下的B柱配筋计算柱的计算长度lo2=1.25l=5.25mM1=-24.89KN·mM2=-31.65KN·mN=224.7KN荷载与组合①相同屋面层B柱配筋As和As’各选用218,As=As’=509mm2根据内力组合结果见表-25在组合②作用下的内力与组合①相同故配筋结果，见表-26（3）组合③作用下的B柱配筋计算 柱的计算长度lo=1.25l=5.25mM1=-10.42KN·mM2=-20.73KN·mN=251.14KN①计算ηns和ei==10.50ho=h-as=500-30=470eo2===83mm==16.7mm＜20mm取ea=20mmζc===5.69＞1.0取ζ=1.0ηns=1+=1.39Cm=0.7+0.3×=0.85≥0.7M=Cm·ηns·M2=-0.7×1.39×20.73=-24.49KN·meo===98mmei=eo+ea=98+20=118mm②计算As=As’x===44mmx≤ξbho=0.518×470=243mm且x＜2as’=2×30=60mmAs=As’===162mm2≤Pminbh=0.2%×b×h=0.2%×400×500=400mm2故选用218，As=As’=509mm2 根据表-27计算结果底层As和As’各选用522，As=As’=1900mm2二层As和As’各选用520，As=As’=1570mm2三至四层As和As’各选用220，As=As’=628mm2综合以上几种组合作用下B柱的配筋计算B柱底层配筋522，As=As’=1900mm2二层配筋520，As=As’=1570mm2三、四层配筋220，As=As’=628mm2屋面层配筋218，As=As’=509mm2柱截面配筋图如图-262.5.3B柱下的独立基础计算。1、材料基础采用C20混凝土(fc=9.6N/m2，ft=1.1N/m2)；钢筋采用HRB335级钢筋（fy=300N/mm2），设置C15厚100的混凝土垫层，已知地基承载力特征值fa=280kpa。2、荷载组合由框架内力分析，按荷载的标准组合计算的基础顶面内力值为：B柱Mmax组合Mk=89.89（逆时针）；Nk=1633.56kn(↓)Vk=30.78KN(←) Nmax组合Mk=62.44（逆时针）；Nk=1853.26kn(↓)Vk=17.31KN(←)3、基础设计考虑到柱钢筋锚固直线段长度：30d+40（混凝土保护层）=30×22+40=700mm；拟取基础高度h=750mm，初步拟定采用二级阶形基础，如图-27所示。B柱的基础埋深d=1.0+0.75=1.75m。B柱：（1）估算基底尺寸先按Nmax组合（轴力最大）估算基础底面尺寸；取rG=20KN/m3，则A≥(1.1～1.4)*Nk/(fa-rG×d)≥(1.1～1.4)×1853.26/(280-20×1.75)=8.32～10.59m2取A=l×b=3×3=9.0m2（2）验算承载力W=bl2/6=3×32/6=45m3Gk=A*rG*d=9×20×1.75=315KN①按Mmax组合验算p=（Nk+Gk）/A±ΣMk/W=（1633.56+315）/9±（8989+30.78×0.75）/4.5=241.62kpa＜1.2×fa=1.2×280=336kpa191.40kpa＞0=(Pmax+Pmin)/2=217.86kpa＜fa=280kpa（满足要求）②按Nmax组合p=(Nk+Gk)/A±ΣMk/W =(1853.26+315)/9±(62.44+17.31×0.75)/4.5=240.92±16.76=257.68kpa＜1.2×fa=336kpa224.16kpa＜0(Pkmax+Pkmin)=240.92kpa＜fa=280kpa（满足要求）（3）基础高度验算由框架内力分析，按荷载的基础组合计算的基础顶面内力值为：Nmax组合:Mj=62.44KN·mNj=1853.26KNVj=-17.31KNp=Nj/A±ΣMj/W=1853.26/9±(62.44+17.31×0.75)/4.5=205.92±16.76=Pj=(Pjmax+Pjmin)=205.92KN/m2柱边冲切计算：at=0.50m1，bt=0.40m，ho=h-40=750-40=710mmbb=bt+2ho=0.4+2×0.71=1.82m＜b=3.0mbm=bt+ho=1.11mFl=Pjmax*AL=Pjmax[(--ho)×b-(--ho)2]=222.68×[(1.5-0.25-0.71)×310-(1.5-0.2-0.71)2]=283.21KN＜0.7βhftbmho=0.7×1.0×1100×1.11×0.71=606.84KN（满足要求）台阶处冲切验算： at1=-1.70mbt1=1.70m；ho1=h1-40=400-40=360mm.bb1=bt1+2ho1=1.7+2×0.36=2.42m＜b=3.0m.bm1=bt1+ho1=1.70+0.36=2.06mFl1=βhftbm1ho1×AL1=Pjmax×[(--ho)×b-(--ho)2]=222.68×[(1.5-0.85-0.36)×3.0-(1.5-0.85-0.36)2]175.00KN＜0.7βhftbm1ho1=0.7×1.0×1100×2.06×0.36=571.03KN满足要求（4）基础底面配筋计算：如图-28①截面1-1；Pj1=βhftbm1ho1+×1.25=222.68+×1.25=222.68-13.97=208.71KNPj2=Pjmax+×0.65=222.68-7.26=215.42KNM1=（Pjmax+pj1）×（l-at）2×（2b+bt）=×（222.68+208.71）×（3.0-0.5）2×（2×3.0+0.4）=359.49KN·mAs1=M1/(0.9ho1×fy)=359.49×106/(0.9×710×300)=1875mm2选用1712（即12@170）；As=1921mm2②截面2-2M2=（Pjmax+Pj2）×(l-at1)2×(2b+2bt1)=×(222.68+215.42)×(3.0-1.7)2×(2×3.0+1.7)=118.77KN·mAs2=M2/(0.9ho1×fy)=118.17×106/(0.9×360×300)=1216mm2选用1112即（12@250），As=1243mm2 ③截面3-3M3=(Pjmax+Pjmin)(b-bt)2(2l+at)=×(222.68+189.16)×(3.0-0.40)2×(2×3.0+0.5)=377.01KN·mAs3=M3/(0.9ho1×fy)=377.01×106/(0.9×710×300)=1966mm2选用1812，即（12@160），As=2034mm2④截面4-4M4=（Pjmax+Pjmin）(b-bb1)2(2l+at1)=×(222.68+189.16)×(3.0-1.7)2*(2×3+1.7)=111.65KN·mAs4=M4/(0.9ho1×fy)=111.65×106/(0.9×360×300)=1149mm2选用1112；即（12@250）As=1243mm2综合以上计算结果，B柱下的独立基础基底配筋以12@160双向配筋。由于基底边长72.5m；故钢筋长度可以减少10%，并均匀交错布置。 '