某办公楼建筑结构设计及计算书(本科毕业设计)

'设计简介按照毕业设计大纲要求，毕业设计构想为三跨四层框架楼，在结构计算中选择结构方案中横向框架进行结构、抗震设计，具体步骤如下：1、建筑设计及结构设计说明；2、进行框架选型，做出计算简图；3、进行重力荷载代表值计算,利用结构顶点假想位移法求出自震周期；4、按底部剪力法计算水平地震荷载作用下大小，求出在水平荷载作用下的结构内力（弯矩、剪力、轴力）；5、计算竖向恒载及活荷载作用下的结构内力，找出最不利内力组合；6、选取最安全的结果进行配筋并绘图；7、进行了结构方案中的楼板、楼梯、基础的设计，并进行验算；8、施工图绘制。关键词：框架结构设计抗震设计Accordingtothedemandofgraduationdesign,Itcanbedesignedtobeaframearchitecturewith3or4floors,thestructuralandanti-seismicdesigninthelongitudinalframeswillbedoneinstructuralcalculation,thespecificstepsareasfollows:1,Introductionofarchitecturalandstructuraldesign.2,Makeasketchydrawingbeforeselectingtheframe.3,Theweightofgravityiscalculated,andthencalculatedthevibratecyclebyutilizingthepeak-displacementmethod.4,Theseismcforcecanbeassignedaccordingtotheshearingstiffnessoftheframesofthedifferentaxis,thentheinternalforce(bendingmoment,shearingforceandaxialforce)inthestructureunderthehorizontalloadscanbecalcuiated.5,Calculatetheinternalforceinthestructureunderthedeadorliveloads,andthenfindoneorseveralsetsofthemostadversecombinationofinternalforce.6,Chosethebestanddothedrawings.7,Thedesignofthelandingslab,thestairsandlandiggirderisapproached,andcalculateit.8,Dothedrawings.Keywords:frames,structuraldesign,anti-seismicdesign 第一部分：建筑设计说明一、设计依据本工程采用的主要标准及有关法规、资料：1、《建筑结构统一标准》（GB68—84）2、《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068—2001）3、《建筑抗震设防分类标准》（GB50223—95）4、《建筑结构荷载规范》（GB50009—2001）5、《混凝土结构设计规范》（GB50010—2002）6、《建筑地基基础设计规范》（GB50007—2002）7、《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）8、《砌体结构设计规范》（GB50003—2001）二、建筑设计说明本工程为++++++++++办公楼,为框架结构，四层，檐高15.40米，室内外高差0.45米，室内地坪±0.000，建筑面积3600平方米，建筑抗震设防标准为八度；根据毕业设计任务书的要求，坚持经济、适用、美观的建设方针，充分满足业主并考虑使用者对使用功能的要求，做到功能分区明确，流线清晰，方便使用，合理组织好各种人流、车流，使内外交通简捷、畅通，互不干扰，参考了一些已经使用的设计后，我确定了自己的设计方案，以此确定最终的建筑设计方案。（平面图详见图1.1）方案整体为L型，其中设置变形缝一道，所有房间均为矩形，比较传统，经济实用，有利于引导人流，且外形较好，整体布局较为紧凑，有利于抗震设计。建筑平面设计主要应考虑建筑物的功能要求，力求建筑物的美观大方，同时兼顾结构平面布置尽量规则合理和抗震要求，以便于结构设计。综合考虑建筑和结构设计的要求，拟定内廊及外廊兼顾式平面框架形式。使用部分房间主要为办公室、会议室、活动室等，附属使用房间为厕所、贮藏、电气、设备用房等，交通部分为内廊、门厅、过厅、楼梯（主楼梯1个，次楼梯1个）。对于平面布置作如下几点说明： 图1.1方案平面示意图1）为了满足不同类型的房间对使用面积的要求，同时考虑结构的受力合理性及柱网的经济尺寸，本设计柱网基本上采用6.5×3.9m，局部地方采用更小的柱网尺寸；2）走廊宽度根据本设计要求取轴线宽度2.5m，主要人流通道为位于大楼中部的主楼梯。为了满足防火要求，在西侧面设置了楼梯作为次人流通道和满足火灾时人员疏散要求。建筑立面设计结合平面设计中框架柱的布置，立面上主要采用横向划分，外墙将柱完全内包。外观上显得平整，稳重；同时，考虑到框架结构的优点，柱间多用窗少用墙，使窗与柱及窗间墙之间形成了有节奏的虚实对比，显得明快、活泼，同时也得到了良好的采光效果。大门正中间，使整个建筑物显得美观大方。大门采用玻璃旋转门，使整个大门显得现代并且节能，门厅空间显得通透，宽大的雨蓬和大门的设置一同起到了突出主要入口功能，起到了吸引人流导向的作用。屋顶檐口采用重色调，使屋顶美观又不失大方。设计成可上人屋面，必要时 可开辟成临时活动场所。同时极大的方便了屋面的检修。三、建筑施工说明一）、地面做法地面均为水泥地面，作法见苏J9501-2-2。二）、楼面做法楼面均为水泥地面，作法见苏J9501-3-2。卫生间地面以1%坡向地漏。三）、踢脚做法踢脚除楼梯间外均为水泥踢脚，做法见苏J9501-4-1高为150MM，取消面层。四）、内墙面做法做法见苏J9501-5-5。五）、外墙面做法为混合砂浆粉刷墙面，外刷涂料，做法见苏J9501-6-4，分格线（宽X深）20X15。六）、屋面做法屋面防水的等级为二级，平屋面做法见苏J9501-7-25(保温层水泥防水珍珠岩块，最薄处70厚，找坡用1：8现浇水泥珍珠岩)。七）、平顶做法现浇钢筋混凝土楼板下做法见苏J9501-8-4。八）、楼梯做法楼梯栏杆扶手详见苏J9505-5,栏杆油漆详见苏J9501-9-23，扶手油漆详见苏J9501-9-3。九）、坡道做法做法详见苏J9501-11-9。散水：散水做法做法见苏J9501-12-5，宽度为600MM。十）、油漆做法主要是办公室木门油漆，采用清漆。十一）、其它：1、窗为铝合金推拉窗，采用90系列，颜色为银白色。 2、木门断面为Ⅲ级。3、门厅处车坡道为花岗条石坡道，具体做法为：a：100厚花岗条石面层，表面剁平。b：30厚1：3干硬性水泥砂浆结合层。c：素水泥浆一道。d：100厚C15砼。e：200厚碎石灌M2.5号混合砂浆。f：素土夯实。4、散水为砼散水，做法如下：a：20厚1：2水泥砂浆抹面，压实抹光。b：60厚C15砼。c：素土夯实向外坡4%。四、地质资料建筑场地地形平坦，地基土成因类型为冰水洪积层。自上而下叙述如下：新近沉积层（第一层），粉质粘土，厚度0.5—1.0米，岩性特点，团粒状大孔结构，欠压密。粉质粘土层（第二层），地质主要岩性为黄褐色分之粘土，硬塑状态，具有大孔结构，厚度约3.0米,qsk=35—40kPa。粉质粘土层（第三层），地质岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，可塑状态，厚度3.5米，qsk=30—35kPa。粉质粘土层（第四层），岩性为褐黄色粉质粘土，具微层理，含铁锰结核，硬塑状态，厚度未揭露，qsk=40—60kPa,qpk=1500—2000kPa。不考虑地下水。场地为1类一组Tg（s）=0.25s 第二部分：结构设计说明1、本工程为新沂经济技术开发区规划建设局办公楼,为框架结构，四层，檐高15.40米，室内外高差0.45米，室内地坪±0.000，建筑面积3600平方米，建筑抗震设防标准为八度；2、结构方案a、形式：框架结构；b、结构框架类别：采用现浇钢筋混凝土梁板结构；c、框架节点：采用刚性连接；d、结构布置：本办公楼框架的承重方案为横向框架承重方案。3、框架结构的计算简图：横向框架组成的空间结构 纵向框架组成的空间结构框架结构的计算简图 1、梁柱断面尺寸，材料级别a、材料级别：砼：柱、梁、板C30；基础：C15，钢筋：柱梁Ⅱ级；板、基础Ⅰ级；b、梁柱断面尺寸：（1）、梁截面高度一般取梁跨度的1/12至1/8。本方案横向梁取1/11×6500≈600mm，截面宽度取650×1/2≈300mm，可得横向梁的截面初步定为b×h=300*600；纵向梁1/10×2500=250mm，可得横向梁的截面初步定为b×h=250*450；（2）、框架柱截面尺寸应考虑两个方向的强度和刚度要求，其截面高度根据以下几种方法初步确定：①取H=（1/15-1/20）H，其中H为层高，但大于等于30cm②考虑柱的轴压比N/Fca小于等于0.9考虑以上两个因素，考虑柱网尺寸不大，决定选用截面尺寸为400×400mm的方形柱。梁截面尺寸（mm）混凝土等级横梁（b×h）纵梁（b×h）GH跨、JK跨HJ跨C20300×600250×450300×600柱截面尺寸（mm）层次混凝土等级b×h1C20400×4002-4C20400×400 第三部分：重力荷载计算一、资料准备：查《荷载规范》可取：①、屋面永久荷载标准值（上人）30厚细石混凝土保护层22×0.03=0.66KN/m2三毡四油防水层0.4KN/m220厚矿渣水泥找平层14.5×0.02=0.29KN/m2150厚水泥蛭石保温层5×0.15=0.75KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2合计5.10KN/m2②、1-4层楼面：20厚水泥沙浆地面0.4KN/m2120厚钢筋混凝土板25×0.12=3.0KN/m2合计3.40KN/m2③、屋面及楼面可变荷载标准值：上人屋面均布活荷载标准值2.0KN/m2楼面活荷载标准值2.0KN/m2屋面雪荷载标准值SK=urS0=1.0×0.2=0.2KN/m2（式中ur为屋面积雪分布系数）④、梁柱密度25KN/m3蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3墙重1.72KN/m2二、重力荷载代表值的计算：1、第一层：（1）、梁、柱：类别净跨（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量(根)单重（KN）总重（KN） 横梁5900300×600251.062426.50636.001900250×450250.21125.2563.00纵梁3300300×600250.592014.75295.005400300×600250.97224.2548.50类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3600400×400250.5764814.40691.20（2）、内外填充墙重的计算：横墙：GH跨、JK跨墙：墙厚240mm，计算长度5900mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：0.24×5.9×3=4.25m3单跨重量：4.25×5.5=23.38KN数量：24总重：23.38×24=561.12KNGJ跨墙：墙厚240mm，计算长度1900mm，计算高度3600-600=3000mm。单跨体积：（1.9×3-1.5*1.8）×0.24=0.72m3单跨重量：0.72×5.5=3.96KN数量：2总重：3.96×2=7.92KN厕所横墙：墙厚100mm，计算长度4350mm，计算高度3600-120=3480mm。体积：0.10×4.35×3.48=1.51m3重量：1.51×5.0=7.55KN横墙总重：561.12+7.92+7.55=576.59KN纵墙： ①②跨外墙：单个体积：[（3.3×3.0）-（1.8×1.8）]×0.24=1.5984m3数量：16总重：1.5984×16×5.5=140.66KN厕所外纵墙：体积：4.7×3.0-1.8×1.5×2=8.70m3总重：8.70×5.5=47.85KN楼梯间外纵墙：体积：5.4×3.0-1.8×3.6=9.72m3总重：9.72×5.5=53.46KN内纵墙：单个体积：(3.3×3.0-0.9×2.7)×0.24=1.7928m3单个重量：1.7928×5.5=9.86KN数量：18总重：9.86×18=177.48KN厕所纵墙：单个体积：0.24×（4.7×3-1.8×2.7）=2.2176m3单个重量：2.2176×5.5=12.20KN数量：1总重：12.20×1=12.20KN办公室纵墙：总重：3.3×3.0×0.24×5.5=13.07KN纵墙总重：140.66+47.85+53.46+177.48+12.20+13.07=444.72KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：C1窗户：尺寸：1800mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：16重量：1.8×1.8×0.4×16=20.74KNC2窗户：尺寸：1500mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：4 重量：1.5×1.8×0.4×4=4.32KNC6窗户：尺寸：1800mm×3600mm自重：0.4KN/m2数量：1重量：1.8×3.6×0.4×1=2.59KN总重：20.74+4.32+2.59=27.65KN（4）、门重计算：M2木门：尺寸：900mm×2700mm自重：0.15KN/m2数量：18重量：0.9×2.7×0.15×18=6.56KNM4：尺寸：5400mm×3000mm自重：0.4KN/m2数量：1重量：5.4×3*0.4×1=6.48KN总重：6.56+6.48=13.04KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：5.9×3.3×18+5.9×5.4×2+1.9×(44.4+5.9)+4.7×5.9=537.67（m2）恒载：3.4×537.67=1828.078KN活载：2.0×537.67=1075.34KN由以上计算可知，一层重力荷载代表值为G1=G恒+0.5×G活=（636+63）×1.05+（295+48.5）×1.05+691.20×1.05+576.59+444.72+27.65+13.04+（1828.078+1075.34）×0.5=4334.09KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。2、第二层： （1）、梁、柱横梁：GH跨：300mm×600mm26.5KN×24根=636KNJK跨：250mm×400mm5.25KN×12根=63KN纵梁：295+48.5=343.50KN柱：类别计算高度（mm）截面（mm）密度（KN/m3）体积（m3）数量（根）单重（KN）总重（KN）柱3600400×400250.5764814.4691.20（2）、内外填充墙重的计算：横墙总重：576.59KN纵墙：比较第二层纵墙与第一层的区别有：大厅：一层有M4二层J(14)(16)、H(14)(16)跨有内墙。比较异同后，可得第二层纵墙总重为：444.72+（3.0×5.4-1.4×2.1）×0.24×5.5+（3.0×5.4-1.8×3.6）×0.24×5.5=475.05KN（3）、窗户计算（钢框玻璃窗）：C1窗户：尺寸：1800mm×1800mm自重：0.4KN/m2数量：16重量：1.8×1.8×0.4×16=20.74KNC2窗户：尺寸：1500mm×1800mm自重：0.4KN/m2 数量：4重量：1.5×1.8×0.4×4=4.32KNC6窗户：尺寸：1800mm×3600mm自重：0.4KN/m2数量：2重量：1.8×3.6×0.4×2=5.18KN总重：20.74+4.32+5.18=30.24KN（4）、门重计算：M2木门：尺寸：900mm×2700mm自重：0.15KN/m2数量：18重量：0.9×2.7×0.15×18=6.56KNM1：尺寸：1400mm×2100mm自重：0.15KN/m2数量：1重量：1.4×2.1×0.15×1=0.44KN总重：6.56+0.44=7.00KN（5）、楼板恒载、活载计算（楼梯间按楼板计算）：面积：537.67（m2）恒载：3.4×537.67=1828.078KN活载：2.0×537.67=1075.34KN由以上计算可知，二层重力荷载代表值为G2=G恒+0.5×G活=（636+63）×1.05+（295+48.5）×1.05+691.20×1.05+576.59+475.05+30.24+7.00+（1828.078+1075.34）×0.5=4360.97KN注：梁柱剩上粉刷层重力荷载而对其重力荷载的增大系数1.05。3、第三层： 比较其与第二层相同，可得三层重力荷载代表值为：G3=4360.97KN4、第四层：G4=4360.97KN集中于各楼层标高处的重力荷载代表值Gi的计算结果如下图所示：第四部分：横向水平荷载作用下框架结构的内力和侧移近似计算一、梁线刚度、柱侧移的计算表： 砼C20EC=25.5×106构件b×h（m2）I0=1/12bh3I=L（m）kb=ECI/L边框架中跨梁0.25×0.450.0018981.5I0=0.0028482.529.05×103边跨梁0.30×0.600.00541.5I0=0.00816.531.78×103中框架中跨梁0.25×0.450.0018982I0=0.0037962.538.72×103边跨梁0.30×0.600.00542I0=0.01086.542.37×1031～4层柱0.4×0.40.0021330.0021333.615.11×103柱的侧移刚度D的计算：计算过程见下表：边框架2～4层D值的计算：D中柱（4根）4.0260.6689346边柱（4根）2.1030.5137177中框架2～4层D值的计算：D中柱（40根）5.3670.72910199边柱（40根）2.8040.5848171 边框架首层D值的计算：D中柱（4根）4.0260.75110507边柱（4根）2.1030.6348870中框架首层D值计算：D中柱（40根）5.3670.79611137边柱（40根）2.8040.6889626∑D1层=（10507+8870）×4+（11137+9626）×40=908028∑D2-4层=(9346+7177)×4+(10199+8171)×40=800892由此可知，横向框架梁的层间侧移刚度为：层次1234∑Di（N/mm）908028800892800892800892∑D1/∑D2=908028/800892>0.7，故该框架为规则框架。一、横向自振周期的计算：横向自振周期的计算采用结构顶点的假想位移法。1、基本自振周期T1（s）可按下式计算：T1=1.7ψT（△bs）1/2注：△bs假想把集中在各层楼面处的重力荷载代表值Gi作为水平荷载而算得的结构顶点位移。ψT 结构基本自振周期考虑非承重砖墙影响的折减系数，取0.6。△bs按以下公式计算：VGi=∑Gk（△u）i=VGi/∑Dij△bs=∑（△u）k注：∑Dij为第i层的层间侧移刚度。（△u）i为第i层的层间侧移。（△u）k为第k层的层间侧移。s为同层内框架柱的总数。结构顶点的假想侧移计算过程见下表。结构顶点的假想侧移计算层次Gi（KN）VGi（KN）∑Di（N/mm）△ui（mm）ui（mm）44360.974360.978008925.4551.8634360.978721.9480089210.8946.4124360.9713082.9180089216.3435.5214334.0917417.0090802819.1819.18T1=1.7ψT（△bs）1/2=1.7×0.6×(0.05186)1/2=0.23228(s)2、水平地震作用及楼层地震剪力的计算：本结构高度不超过40m，质量和刚度沿高度分布比较均匀，变形以剪切型为主，近似于单质点体系结构，可以采用底部剪力法计算水平地震作用，即：1、结构等效总重力荷载代表值GeqGeq=0.85∑Gi=0.85×（4334.09+4360.97×3） =14804.45（KN）2、计算水平地震影响系数а1查表得二类场地近震特征周期值Tg=0.30s。查表得设防烈度为8度的аmax=0.16а1=（Tg/T1）0.9аmax=（0.3/0.23228）0.9×0.16=0.201433、结构总的水平地震作用标准值FEkFEk=а1Geq=0.20143×16500.91=3323.73（KN）因1.4Tg=1.4×0.3=0.42s＞T1=0.23228s，所以不须考虑顶部附加水平地震作用。各质点横向水平地震作用按下式计算：Fi=GiHiFEk/（∑GkHk）地震作用下各楼层水平地震层间剪力Vi为Vi=∑Fk（i=1，2，…n）计算过程如下表：各质点横向水平地震作用及楼层地震剪力计算表层次Hi（m）Gi（KN）GiHi（KN·m）GiHi/∑GjHjFi（KN）Vi（KN）414.44360.9762797.970.40021330.161330.16310.84360.9747098.480.3002997.782327.9427.24360.9731398.980.2001665.082993.02 13.64334.0915602.720.0995330.713323.73∑156898.15各质点水平地震作用及楼层地震剪力沿房屋高度的分布见下图：水平地震荷载作用层间剪力分布（具体数值见上表）三、多遇水平地震作用下的位移验算：水平地震作用下框架结构的层间位移（△u）i和顶点位移ui分别按下列公式计算：（△u）i=Vi/∑Dijui=∑（△u）k各层的层间弹性位移角θe=（△u）i/hi，根据《抗震规范》，考虑砖填充墙抗侧力作用的框架，层间弹性位移角限值[θe]<1/550。计算过程如下表：横向水平地震作用下的位移验算层次Vi（KN）∑Di（N/mm）（△u）i（mm）ui（mm）hi（mm）θe=（△u）i/hi41330.168008921.66111.96536001/216732327.948008922.90710.30436001/123822993.028008923.7377.39736001/963 13323.739080283.6603.66036001/984由此可见，最大层间弹性位移角发生在第二层，1/963<1/550，满足规范要求。四、水平地震作用下框架内力计算：1、框架柱端剪力及弯矩分别按下列公式计算：Vij=DijVi/∑DijMbij=Vij*yhMuij=Vij（1-y）hy=y0+y1+y2+y3注：y0框架柱的标准反弯点高度比。y1为上下层梁线刚度变化时反弯点高度比的修正值。y2、y3为上下层层高变化时反弯点高度比的修正值。y框架柱的反弯点高度比。底层柱需考虑修正值y2，第二层柱需考虑修正值y1和y3，其它柱均无修正。下面以②③⑦⑧轴线横向框架内力的计算为例：各层柱端弯矩及剪力计算（边柱）层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）边柱Di1（N/mm）Vi1（KN）ky（m）Mbij（KN·m）Muij（KN·m）43.61330.16800892817113.570.5840.2943．9734．6833.62327.94800892817123.750.5840.4135．0650．4523.62993.02800892817130.540.5840.5358．2751．6713.63323.73908028962635.230.6880.80101．4625．37例：第四层边柱的计算：Vi1=8171×1330.16/800892=13.57（KN）y=y0=0.29（m）（无修正）Mbij=13.57×0.29×3.6=43.97（KN*m）Muij=13.57×（1-0.29）×3.6=34.68（KN*m） 各层柱端弯矩及剪力计算（中柱）层次hi（m）Vi（KN）∑Dij（N/mm）中柱Di2（N/mm）Vi2（KN）kY（m）Mbi2（KN·m）Mui2（KN·m）43.61330.168008921019916．940.7290.3118.9142.0833.62327.948008921019929．650.7290.4244.8361.9123.62993.028008921019938．110.7290.4764.4872.7113．63323.739080281113740．770.7960.74108.6138.162、梁端弯矩、剪力及柱轴力分别按以下公式计算：Mlb=ilb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Mrb=irb（Mbi+1，j+Mui，j）/（ilb+irb）Vb=（Mlb+Mrb）/lNi=∑（Vlb-Vrb）k具体计算过程见下表：梁端弯矩、剪力及柱轴力的计算层次边梁走道梁柱轴力MlbMrblVbMlbMrblVb边柱N中柱N434.6822.006.508.7220.0820.082.5016.06-8.72-7.34378.4442.256.5021.0338.5738.572.5030.86-29.75-17.17286.7361.456.5022.8056.0956.092.5044.87-52.55-39.24183.6453.666.5021.1248.9848.982.5039.18-73.67-57.46例：第四层：边梁Mlb=Mub=34.68KN·mMrb=42.08*4.24/（4.24+3.87）=22.00KN·m 走道梁Mlb=Mrb=42.08-22.00=20.08KN·m边柱N=0-8.72=-8.72KN中柱N=8.72-16.06=-7.34KN 第五部分：竖向荷载作用下框架结构内力算 （横向框架内力计算）一、计算单元的选择确定：取（20）轴线横向框架进行计算，如下图所示：计算单元宽度为3.9m，直接传给该框架的楼面荷载如图中的水平阴影所示。计算单元范围内的其余楼面荷载则通过纵向框架梁以集中力的形式传给横向框架，作用于各节点上。由于纵向框架梁的中心线与柱的中心线不重合，所以在框架节点上还作用有集中力矩。二、荷载计算：1、恒载作用下柱的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示： （1）、对于第4层，q1、q1，代表横梁自重，为均布荷载形式。q1=0.3×0.6×25=4.50KN/mq1，=0.25×0.45×25=2.81KN/mq2、和q2，分别为屋面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=5.10×2.4=12.24KN/mq2，=5.1×1.95=9.95KN/mP1、P2分别由边纵梁、中纵梁直接传给柱的恒载，它包括主梁自重、楼板重等重力荷载，计算如下：P1=（1.95×2.5/2）×2×5.10+4.5×3.9+14.4=56.81KNP2=1.95×2.5/2×2×2×5.10+4.5×3.9+14.4=76.68KN集中力矩M1=P1e1 =56.81×（0.40-0.3）/2=2.84KN·mM2=P2e2=76.68×（0.4-0.3）/2=3.83KN·m（2）、对于1-3层，包括梁自重和其上横墙自重，为均布荷载，其它荷载的计算方法同第4层。q1=4.5+0.24×3.0×5.5=8.46KN/mq1，=0.25×0.45×25=2.81KN/mq2、和q2，分别为楼面板和走道板传给横梁的梯形荷载和三角形荷载。q2=3.4×2.4=8.16KN/mq2，=3.4×1.95=6.63KN/m外纵墙线密度[（3.5×3.0-1.8×1.8）×0.24×5.5+1.8×1.8×0.4]/3.5=3.11KN/mP1=（1.95×2.5/2）×2×5.10+(4.5+3.11)×3.9+14.4=68.94KNP2=1.95×2.5/2×2×2×5.10+(4.5+3.11)×3.9+14.4=88.81KN集中力矩M1=P1e1=68.94×（0.40-0.3）/2=3.45KN·mM2=P2e2=88.81×（0.4-0.3）/2=4.44KN·m2、活载作用下柱的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示： （1）、对于第4层，q2=2.0×2.3=4.6KN/mq2，=2.0×1.95=3.9KN/mP1=1.95×2.5/2×2×2.0=9.75KNP2=1.95×2.5/2×2×2×2.0=19.50KN集中力矩M1=P1e1=9.75×（0.4-0.3）/2=0.49KN·mM2=P2e2=19.50×（0.4-0.3）/2=0.98KN·m同理，在屋面雪荷载的作用下：q2=0.2×2.3=0.46KN/mq2，=0.2×1.95=0.39KN/mP1=1.95×2.5/2×2×0.2=0.975KNP2=1.95×2.5/2×2×2×0.2=1.95KN集中力矩M1=P1e1=0.975×（0.4-0.3）/2=0.05KN·mM2=P2e2=1.95×（0.4-0.3）/2=0.10KN·m （2）、对于第1-3层，q2=2.0×2.3=4.6KN/mq2，=2.0×1.95=3.9KN/mP1=1.95×2.5/2×2×2.0=9.75KNP2=1.95×2.5/2×2×2×2.0=19.50KN集中力矩M1=P1e1=9.75×（0.4-0.3）/2=0.49KN·mM2=P2e2=19.50×（0.4-0.3）/2=0.98KN·m将计算结果汇总如下两表：横向框架恒载汇总表层次q1（KN/m）q1，（KN/m）q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）44.52.8112.249.9556.8176.682.843.831-38.462.818.166.6368.9488.813.454.44横向框架活载汇总表层次q2（KN/m）q2，（KN/m）P1（KN）P2（KN）M1（KN·m）M2（KN·m）44.6（0.46）3.9（0.39）9.75（0.975）19.5（1.95）0.49（0.05）0.98（0.1）1-34.63.99.7519.50.490.98 注：表中括号内数值对应于屋面雪荷载作用情况。3、恒荷载作用下梁的内力计算：恒荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：等效于均布荷载与梯形、三角形荷载的叠加。α=a/l=1.95/6.5=1/3.33（1）、对于第4层，-MGH=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3）/12=4.5×6.52/12+12.24×6.52×[1-2×（1/3.33）2+（1/3.33）3]/12=52.34（KN·m）MHG=52.34（KN·m）-MHH’=q1，l22/3+5q2，l22/24=2.81×2.52/3+5×9.95×2.52/24=18.81（KN·m）（2）、对于第1-3层，-MGH=q1l21/12+q2l21（1-2α2+α3）=8.46×6.52/12+8.16×6.52×[1-2×（1/3.33）2+（1/3.33）3]/12=54.12（KN·m）MHG=54.12（KN·m）-MHJ=q1，l22/3+5q2，l22/24=2.81×2.52/3+5×6.63×2.52/24=14.49（KN·m） 4、活荷载作用下梁的内力计算：活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如下图所示：对于第1-4层，-MGH=q2l21（1-2α2+α3）=4.6×6.52×[1-2×（1/3.3）2+（1/3.3）3]/12=13.72（KN·m）MHG=13.72（KN·m）-MHH’=5q2，l22/24=5×3.9×2.52/24=5.08（KN·m）一、内力计算： 梁端、柱端弯矩采用弯矩二次分配法计算，由于结构和荷载均对称，故计算时可用半框架，弯矩计算如下图所示： 四、梁端剪力和柱轴力的计算：1、恒载作用下：例：第4层：荷载引起的剪力：VG=VH=（12.24×2.4+4.5×6.5）/2=29.31KNVH=VJ=（9.95×1.95+2.81×2.5）/2=13.21KN本方案中，弯矩引起的剪力很小，可忽略不计。G柱：N底=56.81+29.31=86.12KN柱重：0.4×0.4×3.6×25=14.40KNN顶=N底-14.40=71.72KNH柱：N底=76.68+29.31+13.21=119.20KNN顶=N底-14.40=104.80KN恒载作用下梁端剪力及柱轴力（KN）层次荷载引起的剪力柱轴力GH跨HJ跨G柱H柱VG=VHVH=VJN顶N底N顶N底429.3113.2171.7286.12104.80119.20324.429.98165.08179.48228.01242.41224.429.98258.44272.84351.22365.62124.429.98351.80366.2474.43488.832、活载作用下：例：第4层：荷载引起的剪力：GH跨：VG=VH=6.5×4.6/2=14.95KNHJ跨：VH=VJ=3.9×1.95/2=3.80KNG柱：N顶=N底=9.75+14.95=24.70KNH柱：N顶=N底=19.50+14.95+3.80=38.25KN活载作用下梁端剪力及柱轴力（KN） 层次荷载引起的剪力柱轴力GH跨HJ跨G柱H柱VG=VHVH=VJN顶=N底N顶=N底414.953.8024.7038.25314.953.8049.4076.50214.953.8074.10114.75114.953.8098.80153.00五、框架梁的内力组合：1、结构抗震等级：根据《抗震规范》，本方案为二级抗震等级。2、框架梁内力组合：本方案考虑了三种内力组合，即1.2SGk+1.4SQk，1.35SGk+1.0SQk及1.2SGE+1.3SEk。考虑到钢筋混凝土结构具有塑性内力重分布的性质，在竖向荷载下可以适当降低梁端弯矩，进行调幅（调幅系数取0.8），以减少负弯矩钢筋的拥挤现象。ηvb梁端剪力增大系数，二级取1.2。γRe=0.75(梁)各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表：各层梁的内力组合和梁端剪力调整结果如下表： 层次截面位置内力SGk调幅后SQk调幅后SEk(1)SEk(2)γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkγReMmaxV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]124GM-19.90-5.0634.68-34.6813.63-54.00-31.93-30.96-54.0052.49V29.3114.95-8.728.7224.6041.6154.5256.10H左M-49.25-13.33-22.0022.0066.10-28.78-79.82-77.76-79.82V29.3114.958.72-8.7241.6124.6054.5256.10H右M-38.58-10.0420.08-20.08-19.66-52.28-62.12-60.35-62.1273.37V13.213.80-16.0616.06-2.75129.2621.6321.173GM-32.33-8.0678.44-78.44-43.76-109.20-51.71-50.08-109.2078.89V24.4214.95-21.0321.038.2049.2147.9250.23H左M-50.91-13.37-42.2542.25-93.03-10.64-82.10-78.95-93.03V24.4214.9521.03-21.0349.218.2047.9250.23H右M-31.91-9.0638.57-38.574.81-70.40-52.14-50.98-70.4080.65V9.983.80-30.8630.86-19.4040.7817.2717.302GM-32.33-8.0686.73-86.7351.84-117.29-51.71-50.08-117.2982.27V24.4214.95-22.8022.806.4850.9447.9250.23H左M-50.91-13.37-61.4561.45-117.758.08-82.10-79.81-117.75V24.4214.9522.80-22.8050.946.4847.9250.23H右M-31.91-9.0656.09-56.0921.90-87.48-52.14-50.98-87.48113.58V9.983.80-44.8744.87-33.0654.4417.2717.301GM-32.33-8.0683.64-83.6448.83-114.27-51.71-50.08-114.2779.01V24.4214.95-21.1221.128.1149.3047.9250.23H左M-50.91-13.37-53.6653.66-104.150.48-82.10-79.81-104.15V24.4214.9521.12-21.128.1149.3047.9250.23H右M-31.91-9.0648.98-48.9814.96-80.55-52.14-50.98-226.77105.66 V9.983.80-39.1839.18-27.5148.8917.2717.303、跨间最大弯矩的计算：以第一层GH跨梁为例，说明计算方法和过程。计算理论：根据梁端弯矩的组合值及梁上荷载设计值，由平衡条件确定。1）均布和梯形荷载下，如下图：VG=-（MG+MH）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2若VG-（2q1+q2）al/2≤0，说明x≤al，其中x为最大正弯矩截面至G支座的距离，则x可由下式求解：VG-q1x-x2q2/（2al）=0将求得的x值代入下式即可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MG+VGx-q1x2/2-x3q2/（6al）若VG-（2q1+q2）al/2>0，说明x>al，则x=（VG+alq2/2）/（q1+q2）可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MG+VGx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2若VG≤0，则Mmax=MG2）同理，三角形分布荷载和均布荷载作用下，如下图：VG=-（MH+MJ）/l+q1l/2+q2l/4 x可由下式解得：VG=q1x+x2q2/l可得跨间最大正弯矩值：Mmax=MH+VHx-q1x2/2-x3q2/3l第1层GH跨梁：梁上荷载设计值：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（8.16+0.5×4.6）=12.55KN/m左震：MG=48.83/0.75=65.11KN·mMH=-0.48/0.75=-0.64KN·mVG=-（MG-MH）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=-（65.11+0.64）/6.5+10.15×6.5/2+12.55×6.5×(1-1/3.33)/2=51.41KN由于51.41-（2×10.15+12.55）×2.5/2=24.10>0，故x>al=l/3.33=2.5mx=（VG+alq2/2）/（q1+q2）=（51.41+2.5×12.55/2）/（10.15+12.55）=2.96mMmax=MG+VGx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=65.11+51.41×2.96-（10.15+12.55）×（2.96）2/2+12.55×2.5×（2.96-2.5/3）/2=151.20KN·mγREMmax=0.75×151.20=113.40KN·m右震：MG=-114.27/0.75=-152.36KN·mMH=104.15/0.75=138.87KN·mVG=-（MG-MH）/l+q1l/2+（1-a）lq2/2=（152.36+138.87）/6.5+10.15×6.5/2+12.55×6.5×(1-1/3.33)/2=106.33KN由于106.33-（2×10.15+12.55）×2.5/2=65.27>0，故x>al=l/3.33=2.5mx=（VG+alq2/2）/（q1+q2）=（106.33+2.5×12.55/2）/（10.15+12.55） =5.38mMmax=MG+VGx-（q1+q2）x2/2+alq2（x-al/3）/2=-152.36+106.33×5.38-（10.15+12.55）×（5.38）2/2+12.55×2.5×（5.38-2.5/3）/2=162.50KN·mγREMmax=0.75×162.50=121.88KN·m其它跨间的最大弯矩计算结果见下表：跨间最大弯矩计算结果表层次1234跨GHHJGHHJGHHJGHHJMmax127.586.12127.586.12127.586.12119.691.814、梁端剪力的调整：抗震设计中，二级框架梁和抗震墙中跨高比大于2.5，其梁端剪力设计值应按下式调整：V=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]（1）、对于第4层，GH跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×4.5=5.4KN/mq2=1.2×（12.24+0.5×4.6）=17.45KN/mVGb=5.4×6.5/2+17.45×2.4/2=38.49KNln=6.5-0.4=6.10m左震：Mlb=13.63/0.75=18.17KN·mMrb=28.87/0.75=38.49KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb] =0.75×[1.2×（18.17+38.49）/6.10+38.49]=36.02KN右震：Mlb=-54/0.75=-72.00KN·mMrb=66.1/0.75=88.13KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×（72+88.13）/6.10+38.49]=52.49KNBC跨：受力如图所示：梁上荷载设计值：q1=1.2×2.81=3.37KN/mq2=1.2×（9.95+0.5*3.9）=14.28KN/mVGb=3.37×2.5/2+14.28×1.95/2=18.14KNln=2.5-0.4=2.1m左震：Mlb=Mrb=-19.66/0.75=-26.21KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×26.21/2.1+18.14]=36.07KN右震：Mlb=Mrb=-52.28/0.75=-69.71KN·mV=γRe[ηvb（Mlb+Mrb）/ln+VGb]=0.75×[1.2×2×69.71/2.1+18.14]=73.37KN（2）、对于第1-3层，GH跨：q1=1.2×8.46=10.15KN/mq2=1.2×（8.16+0.5×4.6）=12.55KN/mVGb=10.15×6.5/2+12.55×2.4/2=48.05KNHJ跨：q1=1.2×2.81=3.37KN/m q2=1.2×（9.95+0.5×3.9）=14.28KN/mVGb=3.37×2.5/2+14.28×1.95/2=18.14KN剪力调整方法同上，结果见47页各层梁的内力组合和梁端剪力调整表。六、框架柱的内力组合：取每层柱顶和柱底两个控制截面，组合结果如下表：横向框架G柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax4柱顶M19.905.06-34.6834.68-13.6354.0031.9330.9654.00-13.6331.93N71.7224.70-8.728.7267.1684.17121.55120.6484.1767.16121.55柱底M-16.11-4.0343.79-43.7926.38-59.01-25.78-24.97-59.0126.38-25.78N86.1224.70-8.728.7280.1297.13140.96137.9297.1380.12140.963柱顶M16.114.03-34.6834.68-17.5050.1325.7824.9750.13-17.5025.78N165.0849.40-29.7529.75141.80199.81272.26267.26199.81141.801272.26柱底M-16.11-4.0335.06-35.0617.87-50.50-25.78-24.97-50.5017.87-25.78N179.4849.40-29.7529.75154.76212.77291.70284.54212.77154.76291.702柱顶M16.114.03-34.6834.68-17.5050.1325.7824.9750.13-17.5025.78N258.4474.10-52.5552.55214.70317.18422.99413.87317.18214.70422.99柱底M-16.11-4.0358.27-58.2740.50-73.13-25.78-24.97-73.1340.50-25.78N272.8474.10-52.5552.55227.66330.14442.43431.15330.14227.66442.431柱顶M16.114.03-34.6834.68-17.5050.1325.7824.9750.13-17.5025.78N351.8098.80-73.6773.67289.25432.91573.73560.48432.91289.25573.73 柱底M-16.11-4.03101.46-101.4682.61-115.24-25.78-24.79-115.2482.61-25.78N366.2098.80-73.6773.67302.21445.87593.17577.76445.87302.21593.17横向框架H柱弯矩和轴力组合层次截面内力SGk调幅后SQk调幅后SEk（1）SEk（2）γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkMmaxMM12NNminNmax4柱顶M-10.66-3.29-42.0842.08-52.1029.95-17.68-17.40-52.10-52.10-17.68N104.8038.25-7.347.34104.35118.69179.73179.31104.35104.35179.73柱底M9.502.1518.91-18.9127.95-8.9214.9814.4127.9527.9514.98N119.2038.25-7.347.34117.34131.65199.17196.59117.34117.34199.173柱顶M-9.50-2.15-61.9161.91-69.8850.84-14.98-14.41-69.88-69.88-14.98N228.0176.50-17.1717.17222.89256.37384.31380.71222.89222.89384.31柱底M9.502.1544.83-44.8353.23-34.1914.9814.4153.2353.2314.98N242.4176.50-17.1717.17235.85269.33403.75397.99235.85235.85403.752柱顶M-9.50-2.15-72.7172.71-80.4161.37-14.98-14.41-80.41-80.41-14.98N351.22114.75-39.2439.24329.48405.99588.90582.11329.48329.48588.90柱底M9.502.1564.48-64.4872.39-53.3514.9814.4172.3972.3914.98N365.62114.75-39.2439.24342.44418.95608.34599.39342.44342.44608.341柱顶M-9.50-2.15-38.1638.16-46.7227.69-14.98-14.41-46.72-46.72-14.98N474.43153.00-57.4657.46439.81551.86793.48783.52439.81439.81793.48柱底M9.502.15108.61-108.61115.41-96.3814.9814.41115.41115.4114.98N488.83153.00-57.4657.46452.77564.82812.92800.80452.77452.77812.92七、柱端弯矩设计值的调整：1、G柱：第4层，按《抗震规范》，无需调整。 第3层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=199.81×103/9.6/4002=0.13<0.15，无需调整。柱底轴压比[uN]=N/Acfc=212.77×103/9.6/4002=0.138<0.15，无需调整。第2层，柱顶轴压比[uN]=N/Acfc=317.18×103/9.6/4002=0.206>0.15。可知，一、二层柱端组合的弯矩设计值应符合下式要求：ΣMc=ηcΣMb注：ΣMc为节点上下柱端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和，上下柱端的弯矩设计值可按弹性分析分配。ΣMb为节点左右梁端截面顺时针或逆时针方向组合的弯矩设计值之和。ηc柱端弯矩增大系数，二级取1.2。横向框架G柱柱端组合弯矩设计值的调整（相当于本层柱净高上下端的弯矩设计值）层次4321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=54.0059.0150.1370.0370.3468.5668.56144.05 ηcΣMb）γREN84.1797.13199.81212.77317.18330.14432.91445.872、H柱：第4层，按《抗震规范》，无需调整。经计算当轴力N=fcAc=0.15×9.6×4002/103=230.40KN时，方符合调整的条件，可知H柱调整图如下：横向框架H柱柱端组合弯矩设计值的调整层次4321截面柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底柱顶柱底γRE（ΣMc=ηcΣMb）52.1027.9569.88123.14123.14198.55198.55144.26γREN104.35117.34222.89235.85329.48342.44439.81452.77 八、柱端剪力组合和设计值的调整：例：第4层：恒载SGk=（M上+M下）/h=（-19.90-16.11）/3.6=-10.00活载SQk=（M上+M下）/h=（-5.06-4.03）/3.6=-2.53地震作用SEk=（M上+M下）/h=（34.68+43.79）/3.6=21.80调整：1.2×（54.00+59.01）/3.6=37.67横向框架G柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]124-10.00-2.5321.80-21.8011.12-31.39-16.03-15.5437.673-8.95-2.2419.37-19.379.82-27.95-14.32-13.8840.052-8.95-2.2425.82-25.8216.11-34.24-14.32-13.8846.301-8.95-2.2437.82-37.8227.73-45.94-14.32-13.8870.87同理，横向框架H柱剪力组合与调整（KN）层次SGkSQkSEk1SEk2γRe[1.2×（SGk+0.5SQk）+1.3SEk]1.35SGk+1.0SQk1.2SGk+1.4SQkV=γRe[ηvc（Mbc+Mlc）/hn]1245.601.5116.94-16.9422.24-10.809.078.8326.6835.311.1929.65-29.6534.22-23.5911.428.0464.3425.311.1938.11-38.1136.40-31.8411.428.04107.2315.311.1940.77-40.7745.07-34.4411.428.04114.27 第六部分：截面设计一、框架梁：以第1层GH跨框架梁的计算为例。1、梁的最不利内力：经以上计算可知，梁的最不利内力如下：跨间：Mmax=127.58KN·m支座G：Mmax=114.27KN·m支座Hl：Mmax=104.15KN·m调整后剪力：V=79.01KN2、梁正截面受弯承载力计算：抗震设计中，对于楼面现浇的框架结构，梁支座负弯矩按矩形截面计算纵筋数量。跨中正弯矩按T形截面计算纵筋数量，跨中截面的计算弯矩，应取该跨的跨间最大正弯矩或支座弯矩与1/2简支梁弯矩之中的较大者，依据上述理论，得：（1）、考虑跨间最大弯矩处：按T形截面设计，翼缘计算宽度bf，按跨度考虑，取bf，=l/3=6.5/3=2.17m=2170mm，梁内纵向钢筋选II级热扎钢筋，（fy=fy，=310N/mm2），h0=h-a=600-35=565mm，因为fcmbf，hf，（h0-hf，/2）=9.6×2170×120×（565-120/2）=1262.42KN·m>994.06KN·m属第一类T形截面。 下部跨间截面按单筋T形截面计算：αs=M/（fcmbf，h02）=127.58×106/9.6/2170/5652=0.019ξ=1-（1-2αs）1/2=0.019As=ξfcmbf，h0/fy=0.019×9.6×2170×565/310=721mm2实配钢筋3Ф18，As=763mm2。ρ=763/300/565=0.45%>ρmin=0.25%，满足要求。梁端截面受压区相对高度：ξ=fyAs/（fcmbf，h0）=310×763/9.6/2170/565<0.35，符合二级抗震设计要求。（2）、考虑两支座处：将下部跨间截面的3Ф18钢筋伸入支座，作为支座负弯矩作用下的受压钢筋，As，=603mm2，再计算相应的受拉钢筋As，即支座A上部，αs=M/（fcmbf，h02）=114.27×106/9.6/2170/5652=0.017ξ=1-（1-2αs）1/2=0.017可近似取As=M/fy/(h0-a,)=114.27×106/310/（565-35）=695mm2实配钢筋2Ф22，As=760mm2。支座Bl上部：As=M/fy/(h0-a,)=104.15×106/310/（565-35）=634mm2实配钢筋2Ф22，As=760mm2。ρ=760/300/565=0.45%>ρmin=0.3%，又As，/As=570/760=0.75>0.3，满足梁的抗震构造要求。3、梁斜截面受剪承载力计算：（1）、验算截面尺寸：hw=h0=565mmhw/b=565/300=1.88<4,属厚腹梁。 0.25fcmbh0=0.25×906×300×565=406800N>V=79010N可知，截面符合条件。（2）、验算是否需要计算配置箍筋：0.07fcmbh0=0.07×9.6×300×565=113904N>V=79010N可知，不需按计算配箍。（3）、箍筋选择及梁斜截面受剪承载力计算：梁端加密区箍筋取Ф8@100，箍筋用I级Q235热扎钢筋，fyv=210N/mm,则0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×9.6×300×565+1.5×210×2×50.3×565/100=292946.85N>79010Nρsv=nAsv1/bs=2*50.3/100/300=0.34%>ρsvmin=0.02fcm/fyv=0.02×9.6/210=0.091%加密区长度取0.85m，非加密区箍筋取Ф8@150。箍筋配置，满足构造要求。配筋图如下图所示：其它梁的配筋计算见下表：层次截面M（KN·m）ξ计算As，（mm2）实配As，（mm2）计算As（mm2）实配As（mm2）As/As，ρ（%）配箍1G114.270.0176952Ф22(760)0.642.6加密区双肢 支座Ф8@100,非加密区双肢Ф8@150Hl104.150.0176342Ф22(760)GH跨间127.580.197213Ф18(763)支座Hr226.77<013804Ф22(1520)0.804.8加密区四肢Ф8@80非加密区四肢Ф8@100HJ跨间6.120.052Ф14(308)2支座G117.29<07152Ф22(760)0.622.3加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Hl117.75<07162Ф22(760)GH跨间127.580.197213Ф18(763)支座Hr87.487432Ф22(760)0.874.3加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150HJ跨间6.123Ф14(308)3支座G109.20<06652Ф22(760)0.602.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Hl93.03<05662Ф22(628)GH跨间127.580.197213Ф18(763)支座Hr70.400.235982Ф20(628)0.843.80加密区四肢Ф8@100非加密区四肢Ф8@150HJ跨间6.120.042Ф14(308)4支座G54.00<03292Ф16(402)0.541.6加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150Hl79.82<04862Ф18(509)GH跨间119.690.177123Ф18(763) 支座Hr62.120.165272Ф20(628)0.853.0加密区双肢Ф8@100非加密区双肢Ф8@150HJ跨间1.810.032Ф14(308)二、框架柱：1、柱截面尺寸验算：根据《抗震规范》，对于二级抗震等级，剪跨比大于2，轴压比小于0.8。下表给出了框架柱各层剪跨比和轴压比计算结果，注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑抗震调整系数，由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次b（mm）h0（mm）fcm（N/mm2）Mc（KN·m）Vc（KN）N（KN）Mc/Vch0N/fcmbh0G柱44003609.678.6850.23129.514.35>20.094<0.834003609.693.3753.40283.694.86>20.21<0.824003609.693.7961.73440.194.22>20.32<0.814003609.6192.0794.49594.495.65>20.43<0.8H柱44003609.669.4735.57156.455.43>20.11<0.834003609.6164.1985.79314.475.32>20.23<0.824003609.6264.73142.97456.595.14>20.33<0.814003609.6264.73152.36603.694.83>20.44<0.8例：第1层G柱：柱截面宽度：b=400mm柱截面有效高度：h0=400-40=360mm混凝土轴心抗压强度设计值：fcm=9.6N/mm2柱端弯矩计算值：Mc取上下端弯矩的最大值。 Mc=144.05/0.75=192.07（KN·m）柱端剪力计算值：Vc=70.87/0.75=94.49KN柱轴力N取柱顶、柱底的最大值：N=445.87/0.75=594.49KN剪跨比：Mc/Vch0=192.07*103/94.49/360=5.62>2轴压比：N/fcmbh0=594.49*103/9.6/400/360=0.43<0.82、柱正截面承载力计算：先以第1层G柱为例，（1）、最不利组合一（调整后）：Mmax=144.05KN·m，N=445.87KN轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=144.05×106/(445.87×103)=323mm附加偏心矩ea取20mm和偏心方向截面尺寸的1/30两者中的较大值，即400/30=13.33mm，故取ea=20mm。柱的计算长度，根据《抗震设计规范》，对于现浇楼盖的底层柱，l0=1.0H=3.6m初始偏心矩：ei=e0+ea=323+20=343mm因为长细比l0/h=3600/400=9>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×9.6×4002/（445.87×103）=1.722>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+92×360/1400/343=1.061轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=1.061×343+400/2-40=524.01mm 对称配筋：ξ=x/h0=N/fcmbh0=445.87×103/9.6/400/360=0.323<ξb=0.544为大偏压情况。As,=As=[Ne-ξ(1-0.5ξ)fcmbh02]/fy,/(h0-as,)=[445.87×103×524.01-0.323×(1-0.5×0.323)×9.6×400×3602]/310/(360-40)=997(mm2)(2)、最不利组合二：Nmax=593.17KN，M=-25.78KN·m此组内力是非地震组合情况，且无水平荷载效应，故不必进行调整。轴向力对截面重心的偏心矩e0=M/N=25.78×106/(593.17×103)=43.46mm初始偏心矩：ei=e0+ea=43.46+20=63.46mm长细比l0/h=3600/400=9>5，故应考虑偏心矩增大系数η。ξ1=0.5fcmA/N=0.5×9.6×4002/（593.17×103）=1.29>1.0取ξ1=1.0又l0/h<15，取ξ2=1.0得η=1+l02ξ1ξ2h0/1400eih2=1+92×360/1400/63.46=1.328ηei=1.328×63.46=84.27mm<0.3h0=0.3×360=108mm,故为小偏心受压。轴向力作用点至受拉钢筋As合力点之间的距离e=ηei+h/2-as=84.27+400/2-40=244.27mmξ=（N-ξbfcmbh0）/[(Ne-0.45fcmbh02)/(0.8-ξb)/(h0-as,)+fcmbh0]+ξb 按上式计算时，应满足N>ξbfcmbh0及Ne>0.43fcmbh02.因为N=593.17KN<ξbfcmbh0=0.544×9.6×400×360=752.03KN故可按构造配筋，且应满足ρmin=0.8%，单侧配筋率ρsmin≥0.2%，故As,=As=ρsminbh=0.2%×400×400=320mm2选4Ф20，As,=As=1256mm2总配筋率ρs=3×1256/400/360=2.6%>0.8%3、柱斜截面受剪承载力计算：以第1层G柱为例，查表可知：框架柱的剪力设计值Vc=70.87KN剪跨比λ=5.65>3，取λ=3轴压比n=0.43考虑地震作用组合的柱轴向压力设计值N=445.87KN<0.3fcmbh=0.3×9.6×4002/103=460.8KN故取N=445.87KN1.05ftbh0/(λ+1)+0.056N=1.05×1.5×400×360/(3+1)+0.056×445.87×103=85681.55N>70870N故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢Ф10@100。查表得，最小配筋率特征值λv=0.09，则最小配筋率ρvmin=λvfcm/fyv=0.09×14.3/210=0.6%柱箍筋的体积配筋率ρv=（ΣAsvili）/s/Acor=78.5×650×8/100/650/650（接下页） 柱G柱层次1234截面尺寸400×400400×400400×400400×400组合一二一二一二一二M（KN·m）25.78144.0570.3425.7825.7870.0325.7859.01N（KN）593.17445.87317.18442.43291.97212.77140.9697.13V（KN）37.6740.0546.3070.87e0（mm）43.46323.08221．7758．2788．30329．13182.89607.54ea（mm）2020202020202020l0（m）3.63.63.63.63．63.63.63.6ei（mm）63.46343.08241．7778．27108．30349．13202.89627.54l0/h99999999ξ11.01.01.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.01.01.0η1.3281.0611.0861.2661.1921.0601.1031.033e（mm）244.27524.01422．56259．09289.09530．08383.79808.25ξ0.4290.3230．2290．320．2110.1540.1020.0703As=As’mm2构造配筋980.0033410150﹤42459.74451实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф18（1018）选4Ф18（1018）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断小大大大小小小大配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150=1.0%>0.6%,符合构造要求。注：Asvi、li为第i根箍筋的截面面积和长度。Acor为箍筋包裹范围内的混凝土核芯面积。s为箍筋间距。非加密区还应满足s<10d=200mm,故箍筋配置为4Ф10@150，柱的配 筋图如下图所示：其它各层柱的配筋计算见下表：（上表） 柱H柱层次1234截面尺寸400×400400×400400×400400×400组合一二一一二二一二M（KN·m）198.5514.98198.5514.98123.1414.9852.1014.98N（KN）439.81812.92342.44608.34235.85384.31104.35199.17V（KN）114.27107.2364.3426.68e0（mm）451.4418.43579.8124.62522.1138.98499.2875.21ea（mm）2020202020202020l0（m）3.63.63.63.63.63.63.63.6ei（mm）471.4438.43599.8144.62542.1158.98519.2895.21l0/h99999999ξ11.01.01.01.01.01.01.01.0ξ21.01.01.01.01.01.01.01.0η1.0441.5421.0351.4671.0381.3531.0401.219e（mm）652.18219.30780.80225.46562.71239.80700.05276.06ξ0.3180.5880.2480.440.1710.2780.0750.144As=As’（mm2）15500﹤16050﹤5530﹤3740﹤实配单侧选4Ф20（1256）选4Ф20（1256）选4Ф18（1018）选4Ф18（1018）ρs0.82%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%0.95%>0.8%偏心判断大小大大小小小小配箍加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф10@100，非加密区4肢Ф10@150加密区4肢Ф8@100，非加密区4肢Ф8@150三、框架梁柱节点核芯区截面抗震验算：以第1层中节点为例，由节点两侧梁的受弯承载力计算节点核芯区的剪力设计值，因为节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即 hb=(600+450)/2=525mmhb0=(565+415)/2=490mm二级框架梁柱节点核芯区组合的剪力设计值Vj按下式计算：Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)注：Hc为柱的计算高度，ΣMb为节点左右梁端逆时针或顺时针方向组合弯矩设计值之和，即ΣMb=（0.48+104.15）/0.75=139.51KN·m可知，剪力设计值Vj=(ηjbΣMb)[1-(hb0-as,)/(Hc-hb)]/(hb0-as)=1.2×139.51×103×[1-（490-35）/（3600-525）]/（490-35）=313.50KN节点核芯区截面的抗震验算是按箍筋和混凝土共同抗剪考虑的，设计时，应首先按下式对截面的剪压比予以控制：Vij≤0.30ηjfcmbjhj/γRE注：ηj为正交梁的约束影响系数，楼板为现浇，梁柱中心重合，可取1.5。bj、hj分别为核芯区截面有效验算宽度、高度。为验算方向柱截面宽度。bj=bc=400mm,hj=400mm可知，0.30ηjfcmbjhj=0.30×1.5×9.6×400×400/0.75=921600N≥Vj=313500N，满足要求节点核芯区的受剪承载力按下式计算：Vj≤[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE注：N取第2层柱底轴力N=342.44KN和0.5fcmA=0.5×9.6×4002=768.00KN二者中的较小值，故取N=342.44KN。该节点区配箍为4Ф10@100，则 [1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE=[1.1×1.5×1.5×400×400+0.05×1.5×342.44×103+210×4×78.5×（490-35）/100]/0.75=962280N≥Vj=313500N故承载力满足要求。其它框架梁柱节点核芯区截面抗震验算见下表：层次1234节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点边节点中节点hb（mm）400400400400400400400400hb0（mm）365365365365365365365365Hc（m）3.63.63.63.63.63.63.63.6ΣMb（KN·m）541.72791.88481.37716.47444.2676.92371.45538.43Vj（KN）1078.731998.7958.561808.3885.051707.73740.11358.35bj=bc（mm）400400400400400400400400hj（mm）4004004004004004004004000.30ηjfcmbjhj/γRE（KN）4204.24204.23625.13625.13625.13625.13625.13625.1配箍4Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф10@1004Ф8@1004Ф8@100[1.1ηjftbjhj+0.05ηjNbj/bc+fyvAsvj(hb0-as,)/s]/γRE（KN）2137.62107.11971.81864.91941.41845.11745.21687.3结论合格合格合格合格合格合格合格合格 第七部分：楼板设计一、楼板类型及设计方法的选择：对于楼板，根据塑性理论，lx/ly<3时，在荷载作用下，在两个正交方向受力且都不可忽略，在本方案中，lx/ly=1.67，故属于双向板。设计时按查表法设计。二、设计参数：1、双向板肋梁楼盖结构布置图和板带划分图：2、设计荷载：（1）、对于1-3层楼面，活载：q=2.3×2.0=4.6KN/m2恒载：g=1.2×3.95=4.74KN/m2q+g=4.74+2.6=7.34KN/m2（2）、对于4层屋面，活载：q=2×1.95=3.9KN/m2恒载：g=1.2×5.35=6.42KN/m2q+g=2.86+6.42=9.28KN/m23、计算跨度： （1）、内跨：l0=lc-b（lc为轴线长、b为梁宽）（2）、边跨：l0=lc-250+50-b/21、楼板采用C20混凝土，板中钢筋采用I级钢筋，板厚选用120mm，h/l01=120/3600=1/30≥1/50，符合构造要求。三、弯矩查表：首先假定边缘板带跨中配筋率与中间板带相同，支座截面配筋率不随板带而变，取同一数值，跨中钢筋在离支座l1/4处间隔弯起。对于1-3层楼面，A区板格：查表：对其它区格板，亦按同理进行计算，详细过程从略，所得结果列于下表：查弯矩表（KN·m）（1-3层楼面）区格ABCDLy（m）3.603.905．702.20Lx（m）6.306.306.303.60Ly/Lx0．570.620.900.61q9.289.289.289.28mx0.03730.03520.02210.0370my0.00640.00850.01650.0081Mx4.494.976.661.66My0.771.204.970.36Mx=mx*ql2My=my*ql2同理，对4层屋面，有下表：查弯矩表（KN·m）（1-3层楼面） 区格ABCDLy（m）3.603.905．702.20Lx（m）6.306.306.303.60Ly/Lx0．570.620.900.61q7.347.347.347.34mx0.03730.03520.02210.0370my0.00640.00850.01650.0081Mx3.553.935.271.31My0.610.953.930.29Mx=mx*ql2My=my*ql2四、截面设计：受拉钢筋的截面积按公式As=m/（rsh0fy），其中rs取0.9。对于四边都与梁整结的板，中间跨的跨中截面及中间支座处截面，其弯矩设计值减小20%。钢筋的配置：符合内力计算的假定，全板均匀布置。以第1层A区格lx方向为例，截面有效高度h01=h-20=120-20=100mmAs=M/（rsh0fy）=3.55×106/0.9/210/100=187.83mm2配筋φ6@150，实有As=28.3×1000/150=188.67mm2对于1-3层楼面，各区格板的截面计算与配筋见下表：查表计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）M(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格Lx方向1004.49187.336φ@150188.67Ly方向900.7745.276φ@30094.33B区格Lx方向1004.97262.966φ@100283.00 Ly方向901.270.556φ@30094.33C区格Lx方向1006.66235.386φ@100283.00Ly方向904.97292.188φ@150335.13D区格Lx方向1001.6687.83φ6@30094.33Ly方向900.3621.16φ6@30094.33同理，对于4层屋面，各区格板的截面计算与配筋见下表：查表计算的截面计算与配筋表项目h0（mm）M(KN·m)As(mm2)配筋实有As（mm2）跨中A区格Lx方向1003.55187.83φ6@150188.67Ly方向900.6135.86φ6@30094.33B区格Lx方向1003.93207.94φ6@100283.00Ly方向900.9555.85φ6@30094.33C区格Lx方向1005.27278.84φ6@100283.00Ly方向903.93231.04φ8@150335.13D区格Lx方向1001.3169.31φ6@30094.33Ly方向900.2917.05φ6@30094.33 第八部分：楼梯设计一、设计参数：1、楼梯结构平面布置图：2、层高3.6m，踏步尺寸150mm×300mm，采用混凝土强度等级C20，钢筋I级，楼梯上均布活荷载标准值q=2.0KN/m2。荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层（0.3+0.15）×0.65/0.3=0.98三角形踏步0.3×0.15×25/2/0.3=1.88斜板0.12×25/0.894=3.36板底抹灰0.02×17/0.894=0.38小计6.6活荷载2.0二、楼梯板计算：板倾斜度tgα=150/300=0.5cosα=0.894设板厚h=120mm，约为板斜长的1/30。 取1m宽板带计算。1、荷载计算：梯段板的荷载：荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=6.6×1.2+2.0×1.4=10.72KN/m2、截面设计：板水平计算跨度ln=3.3m弯矩设计值M=pln2/10=10.72×3.32/10=11.67KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=11.67×106/11/1000/1002=0.106rs=0.947As=M/（rsfyh0）=11.67×106/0.947/210/100=586.82mm2选Φ10@110,实有As=714mm2分布筋Φ8，每级踏步下一根。一、平台板计算：设平台板厚h=120mm，取1m宽板带计算。1、荷载计算：平台板的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载水磨石面层0.65120厚混凝土板0.12×25=3.00板底抹灰0.02×17=0.34小计3.99活荷载2.0荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4 基本组合的总荷载设计值p=3.99×1.2+1.4×2.0=7.60KN/m2、截面设计：板的计算跨度l0=2.1-0.2/2+0.12/2=2.06m弯矩设计值M=pl02/10=7.60×2.062/10=3.22KN·mh0=120-20=100mmαs=M/（fcmbh02）=3.22×106/11/1000/1002=0.029rs=0.985As=M/（rsfyh0）=3.22×106/0.985/210/100=155.67mm2选φ12@120,实有As=202mm2分布筋φ6，每级踏步下一根。一、平台梁计算：设平台梁截面b=250mmh=500mm1、荷载计算：平台梁的荷载：荷载种类荷载标准值（KN/m）恒载梁自重0.25×（0.55-0.07）×25=3.0梁侧粉刷0.02×（0.55-0.07）×2×17=0.33平台板传来5.74×2.1/2=6.03梯段板传来6.6×3.3/2=10.89小计20.25活荷载2.0×（3.3/2+2.1/2）=5.4荷载分项系数rG=1.2rQ=1.4基本组合的总荷载设计值p=20.25×1.2+5.4×1.4=31.86KN/m2、截面设计：计算跨度l0=1.05ln=1.05*（6.0-0.24）=5.76m内力设计值M=pl02/8=25.99×5.762/8 =107.79KN·mV=pln/2=25.99×（6.0-0.24）/2=74.85KN截面按倒L形计算，bf，=b+5hf，=250+5×70=600mmh0=550-35=515mm经计算属第一类T形截面。αs=M/（fcmbh02）=107.79×106/9.6/600/5152=0.071rs=0.953As=M/（rsfyh0）=107.79×106/0.953/210/515=1046mm2选3Φ22,实有As=1140mm2斜截面受剪承载力计算，配置箍筋φ8@200,则Vcs=0.07fcmbh0+1.5fyvnAsv1h0/s=0.07×10×250×515+1.5×210×2×28.3×515/200=136034.68N>74850N满足要求。 第九部分：基础设计计算边柱基础设计（以20-K轴边柱为例）（1）选型：做柱下独立基础。室外地坪标高为-0.45m,基础顶面标高为-0.10m,基础底面标高为-1.60m,混凝土基础选用C25,垫层选用C10,钢筋采用II级钢筋，垫层100mm,基础钢筋保护层35mm,土的重度为27.2kN/m3,土与基础的平均重度为20kN/m3,fk=220kP,基础梁截面尺寸为200mm×500mm,柱截面尺寸400mm×400mm.（2）确定基顶荷载：a.由基础梁传至基础顶面的竖向荷载：经计算N2=56.39kN,该荷载至底面中心线的距离为e2=0.1+0.3=0.4m,M2=N2×e2=34.56kN·mb.由柱传来的荷载设计值，选Mmax组合理。M=192.07kN·m,N=594.49kN,V=94.49kN（3）确定基础底面积：d=(1.6+1.25)/2=1.43m,f=fk+ηdγ0(d-0.5)=247.82kPaf>1.1fk=242kPa取f=247.82kPaA>=N/(f-γmd)=2.71m2因为偏心受压，故基底面积（1.1～1.5）A可以取a=2.5m，b=2.5m（4）地基承载力验算：M=192.07+94.49×1.2+0.4×56.39=328.01kN·mN=594.49+56.39=650.88kNG=20×2.5×2.5×2=250kNN+G=900.88kNW=ba2/6=2.6m3pmax=(N+G)/A+M/W=458.59kN/mpmin=(N+G)/A-M/W=217.33kN/m因(pmax+pmin)/2=241.99F1所以柱边的受冲切承载力满足。（6）基础底板配筋计算：a.沿基础长边方向：对柱边截面I-I处：MI=1/48(pnmax+pnI)(l-l0)2(2b+b0)=1/48(252.67+193.54)(3.6-0.6)2(2×3.6+0.6)=652.58kN·mASI=MI/0.9fyh0I×=2007.72mm2×所以基础长边方向按SIA配筋，除去基础两侧钢筋净保护层50mm,配2215(A3887.4mm2)sö=，间距取150mm.沿基础短边方向：pn=(pnmax+pnmin)/2=201.99kNmm2MII=1/48(pnmax+pn)(l-l0)2(2b+b0)=664.94kN·mASI=MII/0.9fyh0I×I×=2072.43mm2×MII=1/48(pnmax+pn)(l-l0)2(2b+b0),=1/48(252.67+201.99)(3.6–1.45)2(2×3.6+1.45)=378.74kN·mASII=MII/0.9fyh0I×I×=1809.99mm2×所以基础短边方向按SIA配筋，除去基础两侧钢筋净保护层50mm,配2215(A3887.4mm2)sö=，间距取150mm.中柱基础设计： 因中柱跨度过小，把两个中柱看作一个整体，柱下基础作成双柱基础。（1）选型：做柱下双柱单独扩展独立基础。室外地坪标高为-0.45m,基础顶面标高为-0.10m,基础底面标高为-1.60m,混凝土基础选用C25,垫层选用C10,钢筋采用II级钢筋，垫层200mm,基础钢筋保护层35mm,土的重度为27.2kN/m3,土与基础的平均重度为20kN/m3,fk=20kPa,柱截面尺寸400mm×400mm.（2）确定基顶荷载：M=323.49kN·m,N=3507.5kN,V=117.12kN因为考虑双柱有M’=646.98kN·m,N’=7015kN,V’=234.24kN（3）确定基础面积:d=(3.4+2.95)/2=3.2mf=fk+ηdγ0(d-0.5)=300.78kPaf>1.1fk=242kPa取f=300.78kPaA>=N/(f-γmd)=29.63m2因为偏心受压，故基底面积（1.1～1.5）A可以取a=6.5m，6=2.5m（4）地基承载力验算：M=646.98+234.24×2.4=1209.16kN·mN=2531.36+86.39=2617.75kNG=20×6.5×6.5×2=1690kNN+G=8705kNW=ba2/6=45.77m3pmax=(N+G)/A+M/W=232.46kN/mpmin=(N+G)/A-M/W=179.62kN/m因(pmax+pmin)/2=206.44F1所以柱边的受冲切承载力满足。（6）基础底板配筋计算：a.沿基础长边方向：对柱边截面I-I处：MI=1/48(pnmax+pnI)(l-l0)2(2b+b0)=1/48(192.46+163.60)(6.5-0.6)2(2×6.5+0.6)=3511.76kN·mASI=MI/0.9fyh0I×=5322.18mm2×所以基础长边方向按SIA配筋，除去基础两侧钢筋净保护层50mm,配3018(A7635mm2)sö=，间距取200mm.沿基础短边方向：pn=(pnmax+pnmin)/2=166.04kNmm2MII=1/48(pnmax+pn)(l-l0)2(2b+b0)=3535.83kN·mASI=MII/0.9fyh0I×I×=5399.76mm2×MII=1/48(pnmax+pn)(l-l0)2(2b+b0),=1/48(192.46+166.04)(6.5–2.25)2(2×6.5+2.25)=2057.29kN·mASII=MII/0.9fyh0I×I×=4757.29mm2×所以基础短边方向按SIA配筋，除去基础两侧钢筋净保护层50mm,配3018(A=7635mm2)，间距取200mm.参考资料： 《建筑结构静力计算手册》建筑结构静力计算手册编写组编写，中国建筑工业出版社，1974《简明建筑结构设计手册》建筑结构设计丛书编委会，唐锦春郭鼎康主编，中国建筑工业出版社，1993《建筑结构抗震设计》，东南大学编著、清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998《混凝土结构》上册，第二版，天津大学、同济大学、东南大学主编，清华大学主审。北京：中国建筑工业出版社，1998《房屋建筑学》，第三版，同济大学、西安建筑科技大学、东南大学、重庆建筑大学编，北京：中国建筑工业出版社，1997《建筑工程制图》，第三版，同济大学建筑制图教研室，陈文斌、章金良主编，上海：同济大学出版社，1996《结构力学》上册，第四版，湖南大学结构力学教研室编，北京：高等教育出版社，1998《高等学校建筑工程专业毕业设计指导》，沈蒲生、苏三庆主编，北京：中国建筑工业出版社，2000、6《土木工程专业毕业设计指导》，梁兴文、史庆轩主编，北京：科学出版社，2002《建筑结构荷载规范》，02—1—10发布，02—3—1实施中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002《混凝土结构设计规范》，02—2—20发布，02—4—1实施，中华人民共和国建设部主编，北京：中国建筑工业出版社，2002《建筑地基基础设计规范》，GB50007-2002,中华人民共和国建设部主编，2002-4-1实施。'