某教学楼设计计算书

1、第一章 前言毕业设计对于建筑工程专业的学生而言是一个十分重要的实践环节，我们通过次毕业设计，可以将以往所学的基础课，专业基础课和专业课程进行综合性应用，同时也是毕业走向工作前的一次演习。办公楼是公共建筑，其规范要求比较严格，能体现处建筑和结构设计的很多重要的方面，选择办公楼建筑和结构设计，从而掌握办公楼设计的基本原理，妥善解决其功能关系，满足使用要求。框架结构的设计始于欧美，二十世纪后得到了世界各地大范围的使用，其结构建筑平面布置灵活，使用空间大、延性较好、其具有良好的抗震能力，对办公楼有重要建筑结构非常适用，能满足其较大的使用面积要求。这次毕业设计我要完成的是某四层教学楼结构设计，主要进行结

2、构计算，结构设计包括荷载计算、楼盖计算、框架结构的受力分析计算和设计、楼梯设计、独立基础设计和PKPM电算。其中计算选用一榀框架为计算单元，采用手算的简化计算方法，计算出风荷载作用下的弯矩、剪力、轴力，来与PKPM电算进行比较，在计载计算风荷载作用时采用了D值法，使计算结果较为精确合理。本设计主要通过工程实例来强化大学期间所学的知识，建立一个完整的设计知识体系，了解设计总过程，通过查阅大量的相关设计资料，提高自己的动手能力。本结构设计是一个较为完整的设计过程，通过毕业设计复习和巩固了以前所学知识；本次毕业设计培养了我进行独立设计的基本能力，为毕业后的工作打下了一定的基础。同时，在设计中，熟悉了

3、怎么使用国家的有关规范、条例和规程，并且学会了使用PKPM为代表的建筑结构设计软件，同时让我能够熟练的操作使用AUTOCAD为代表的辅助设计软件。在本次毕业设计中，我的指导老师在百忙之中抽出时间和精力来给予指导，在此表示衷心感谢。由于毕业设计是一种初步的尝试，涉及专业比较多，但本人条件和水平有限，不可避免地存在疏漏与错误，敬请各位指导老师批评指正。 第二章 工程概况和结构设计方案2.1 工程概况工程概况 本工程为 4 层框架结构房屋，总建筑面积为7347 平方米。层高，基本风压值，抗震设防烈度，设计基本地震加速度值，场地土类别，设计地震分组均见表2.1。荷载取值按建筑结构荷载规范取用。表2.1

4、 设计资料表基本风压值层高（m）平面图（见电子版）抗震设防烈度设计地震分组基本地震加速度值场地土类别0.351层5m，24层4.2mA70.10g三建筑场地的工程地资料1、根据工程工程地质勘察报告，拟建场地工程地质情况如表2.2所示：表2.2 拟建场地工程地质情况岩土层名称土层深度（m）稠密度/风化程度地基承载力混凝土预制桩人工挖孔灌注桩qsa(kpa)qpa1(kpa)qsa(kpa)qpa2(kpa)（1）素填土1.10（2）粉质粘土5.75180（3）粉砂夹粉质粘土4.25140（4）粉砂夹粉土4.701802、地下水情况无侵蚀性，最高水位距地表 3.4 m。3、气候条件本地区主导风向为

5、西南风,基本风压值见表1，基本雪压值为 0.65 KN/ 。 4、抗震设防要求详见表2.1。5、其它建筑施工场地较为平整，施工用水，电，路畅通。工程所用的预制构件及建筑材料本地区均能供应，施工单位吊装机械和运输机械均较完备。2.2 结构设计方案 方案论证框架结构由梁柱构成，构件截面较小，因此框架结构的承载力和刚度都较低，它的受力特点类似于竖向悬臂剪切梁，楼层越高，水平位移越慢，高层框架在纵横两个方向都承受很大的水平力，这时，现浇楼面也作为梁共同工作的，装配整体式楼面的作用则不考虑，框架结构的墙体是填充墙，起围护和分隔作用，框架结构的特点是能为建筑提供灵活的使用空间，但抗震性能差。因此，根据框架

6、结构的受力、空间布置等特点，我选用框架结构作为此次厂房设计的结构选择。此次结构设计要求我们综合运用所学的专业理论知识，培养整体建筑结构设计的能力。在老师的指导下，参考已学过的课本及有关资料，遵照国家设计规范要求和规定，选择合理的结构方案和设计方法，按进度独立完成结构计算，并绘制结构施工图。具体内容包括：结构方案和初选截面尺寸；楼板结构设计；荷载计算；用PKPM 结构设计软件计算框架结构内力；用近似方法计算(手算)框架结构在水平荷载（风荷载或地震作用）作用下的或竖向荷载作用下的结构内力;并与PKPM 结构设计软件的计算结果进行比较；框架结构构件截面设计和构造要求；基础设计；楼梯结构设计；结构施工

7、图的绘制。 确定结构体系本工程采用框架承重，现浇整体式钢筋砼楼板，墙厚240mm。 梁、柱截面的确定板厚的确定楼板厚的确定：hl0/40=3000/40=75mm，对于民用建筑，要求h60mm，取h=100mm。框架梁(1)、截面高度h框架梁的高度可按照高跨比来确定，即梁高h=L。h1=L=×83006921038mm取h1=750mmh2=L=×9000563643mm取h2=600mm(2)、截面宽度b1=h1=×750250375mm取b1=300mmb2=h2=×600200300mm取b3=250mm经计算各梁截面尺寸如下表2.3 表 2.3

8、梁截面尺寸层次混凝土强度等级横梁（b×h）纵梁 （b×h）次梁（b×h）1-4C30300×750_300mm×750mm250mm×600mm框架柱对与多层框架，无论从受力的角度还是框架的净高而言都以底层为最不利，框架柱截面尺寸：假定每平方米总荷载设计值为 15KN，则底层中柱的轴力设计值约为：N =15×8.3×9×4 = 4482KN若采用C30混凝土浇捣，=14.3N/mm2，假定柱截面尺寸b×h =650mm×650mm则柱的轴压比：/(650×650×1

9、4.3)=0.74<0.9所以柱截面取650mm×650mm第三章 结构计算3.1 框架内力计算采用结构设计软件PKPM进行计算在进行手算之前，我首先进行了一次电算，以便对于手算的过程与结果有一定的预估性，确保手算的时候不出现很大的偏差，节省一定的时间。下面就简要介绍一下结构设计软件PKPM的电算过程：1. 建模。轴线输入网格生成构件定义楼层定义荷载定义楼层组装。其中，框架柱按照轴心受压公式轴压比进行估算，初步取柱截面650mm×650mm。框架梁取梁跨度的，因结构形式比较简单，初步取两种梁截面，分别为250mm×600mm， 300mm×750m

10、m。楼板的厚度统一取100mm。以上基本尺寸确定以后，再填写总信息中的各项内容。2计算。使用SAT-8进行结构计算，以获取PKPM对于初步结构建模之后的一系列数据，是否满足有关规范的要求，譬如轴压比、最小配筋率等。以上两大步骤便是框架内计算的电算步骤，为下一步的手算奠定了基础。梁柱设计计算采用现浇框架结构，假定底层柱下端固定于基础顶面，梁柱节点为刚接，底层柱高为，2至4层柱高。计算简图如图3-1所示。 图3-1 梁柱线刚度梁柱线刚度梁柱砼弹性模量：。横梁线刚度：考虑到楼面整浇层影响，计算横梁的线刚度时，取(边)，故横梁线刚度为： 边梁： = 边梁： = 边梁： = 边梁： = 柱的线刚度： 底

11、层：边柱 = 中柱： = 2至4层： = 梁柱线刚度列于图3-13.1.3荷载计算竖向荷载 （1）屋面恒载标准值 A屋面恒荷载标准值 30厚细石混凝土保护层 三毡四油防水层 20厚1:3水泥砂浆找平层 150厚水泥保温层 120厚钢筋混凝土板 V型轻龙骨吊顶 屋面恒荷载标准值 B屋面活荷载标准值（上人屋面） C楼面恒荷载标准值瓷砖地面 100厚钢筋混凝土板 20mm厚板底抹灰 楼面恒荷载标准值 D楼面活荷载标准值 风荷载（取1号轴线的一榀框架） 女儿墙顶面标高为18.8m，故 查荷载规范得风载体型系数，迎风面为，背风面。故风荷载标准值如下： 对于10m以下： 对于10m以上： 楼层处相应的集中

12、风荷载设计值为 = 12.62KN KN KN KN 计算见图如土3-2 、3-3所示图3-2 风荷载计算简图 图3-3 集中风荷载示意图 风荷载作用下的框架内力计算 采用D值法计算列于表3.1表3.1 D值法计算表项次项目4层边柱中柱中柱中柱边柱1K0.2480.4961.2411.2790.28620.1100.1990.3830.3900.12537951143832768328189903541.001.813.473.541.135y0.100.250.360.370.1463.785.709.339.524.0870.421.905.525.350.66 项次项目3层边柱中柱中柱中

13、柱边柱1K0.2480.4961.2411.2790.28620.1100.1990.3830.3900.12537951143832768328189903542.274.107.908.042.585y0.300.350.450.450.3066.6711.1918.2518.577.5972.866.0314.9315.203.25项次项目2层边柱中柱中柱中柱边柱1K0.2480.4961.2411.2790.28620.1100.1990.3830.3900.12537951143832768328189903543.326.0011.5511.763.775y0.520.450.46

14、0.460.5166.6913.8626.2026.677.7677.2511.3422.3122.728.08项次项目1层边柱中柱中柱中柱边柱1K0.4211.1822.9543.0450.68220.4210.5290.6970.7030.4413180362266229859301171889247.409.2912.2412.357.755y0.700.590.550.550.66611.119.0427.5427.7913.18725.9027.4133.6633.9625.58 注：底层 ；其它层 底层 ；其它层 ；3.1.5风荷载作用下的框架内力图（见图3-4和图3-5和3-6）

15、 图3-4 M图（KN·m） 图3-5 V图(KN)图3-6 N图(KN)3.2板计算屋面的荷载取自建筑荷载规范（GB500092001）。屋面恒荷载面 层 15厚1：2水泥白石子 0.015×16=0.24 KN/找平层 20厚1：3水泥砂浆找平层 0.02×20=0.4 KN/结构层 120厚现浇钢筋砼楼板 0.12×25=3.0 KN/粉刷层 10厚1：3水泥砂浆粉平顶 0.01×20=0.2 KN/保温层 80厚矿渣水泥 0.080×14.5=1.16 KN/ 防水层（刚性）：40 厚20 细石混凝土防水 1.0 KN/防水层

16、（柔层）：三毡四油铺小石子 1.0 KN/2 = 7.0KN/×1.2=8.4KN/屋面活荷载 1.5KN/×1.4=2.1KN/ P=g+q=8.4+2.1=10.51KN/ P=8.4+1.05=9.45 KN/ P”=1.05 KN/根据混凝土结构设计规范（GB500102002），楼板长边L02与短边L01之比小于2时，宜按双向板计算。楼板长边L02与短边L01之比大于2，但小于3.0时，宜按双向板计算，当按沿短边受力的单向板计算时，应沿长边方向布置足够的构造钢筋。根据本工程的实际尺寸，楼板全为双向板，楼板按照弹性方法进行计算。双向板按弹性理论的计算方法：多跨连续双

17、向板跨中最大正弯矩：为了求得连续双向板跨中最大正弯矩，荷载分布情况可以分解为满布荷载g+q/2及间隔布置q/2两种情况，前一种情况可近似认为各区格板都固定支承在中间支承上，对于后一种情况可近似认为在中间支承处都是简支的。沿楼盖周边则根据实际支承情况确定。分别求得各区格板的弯矩，然后叠加得到各区格板的跨中最大弯矩。多跨连续双向板支座最大负弯矩：支座最大负弯矩可按满布活荷载时求得。连续双向板的计算图示屋顶楼板计算屋顶楼板区隔划分：见下图3-7。 图3-7 屋顶板分布图板BLx=4.15m，Ly=7.8m，Lx/Ly=0.53由表格可以查出，如下表3.3所示： 表3.3 双向板B弯矩系数ly/lx支

18、 承 条 件xyx'y'0.677一边简支，3边固定0.04050.0091-0.0830-0.0570四边简支0.09300.0195则：My=(0.045+0.091×0.2)×9.14×+(0.093+0.2×0.0195)×1.05×=8.64 KNmMy=(0.091+0.045×0.2)×9.14×+(0.093×0.2+0.0195)×1.05×=14.70 KNm求支座重点固端弯矩：Mx（B）=-0.0830gl=-0.0830×10

19、.5×=-15.01KNmMy（B）=-0.0570ql=-0.0570×10.5×=-10.31KNm板CLx=2.7m，Ly=4.3m，Lx/Ly=0.63由表格可以查出，如下表3.4所示：表3.4 双向板C弯矩系数ly/lx支 承 条 件xyx'y'0.677一边简支，3边固定0.03770.0112-0.0808-0.0572四边简支0.07800.0259则：My=(0.0377+0.0112×0.2)×9.14×+(0.078+0.2×0.0259)×1.05×=8.00 KN

20、mMy=(0.0377×0.2+0.0112)×9.14×+(0.078×0.2+0.0259)×1.05×=3.80 KNm求支座重点固端弯矩：Mx（C）=-0.0808gl=-0.0808×10.5×=-6.18KNmMy（C）=-0.0572ql=-0.0570×10.5×=-4.38KNm板ALx=4.15m，Ly=4.5m，Lx/Ly=0.92由表格可以查出，如下表3.5所示：表3.5 双向板A弯矩系数Lx/ly支 承 条 件xyx'y'0.677四边固定0.02200

21、.0168-0.0565-0.0533四边简支0.04300.0362 则：My=(0.0220+0.0168×0.2)×9.14×+(0.0430+0.2×0.0362)×1.05×=5.03 KNmMy=(0.0220×0.2+0.0168)×9.14×+(0.0430×0.2+0.0362)×1.05×=4.25 KNm求支座重点固端弯矩：Mx（A）=-0.0565gl=-0.0565×10.5×=-10.22KNmMy（A）=-0.0533ql=-

22、0.0533×10.5×=-9.64KNm板DLx=4.15m，Ly=5.4m，Lx/Ly=0.77由表格可以查出，如下表3.6所示：表 3.6 双向板D弯矩系数Lx/ly支 承 条 件xyx'y'0.677两边简支，两边固定0.03820.0211-0.0918-0.0766四边简支0.06130.0417 则：My=(0.0382+0.0211×0.2)×9.14×+(0.0613+0.2×0.0417)×1.05×=5.03 KNmMy=(0.0382×0.2+0.0211)

23、5;9.14×+(0.0613×0.2+0.0417)×1.05×=4.25 KNm求支座重点固端弯矩：Mx（A）=-0.0918gl=-0.0918×10.5×=-16.60KNmMy（A）=-0.0766ql=-0.0766×10.5×=-13.85KNmB=1000mm,h=100mm,h0=h-s=100-25=75mmfc=14.3N/mm2,ft=1.43N/mm2,fy=210N/mm2 表3.7 屋顶板配筋表截面位置BxByAxAyM/(KNm)8.644.704.023.40s0.1070.058

24、0.0500.042£0.1130.060 0.051 0.043As 577 306 260 219 实配/mm2 10130815081508150 604 335 335 335支座处：截面位置BByAxAyM/(KNm)15.0110.318.187.71s0.1870.1280.1020.096£0.2090.137 0.108 0.101As 1067 699 552 516 实配/mm2 1210010110890890 1131 714 559 559截面位置CxCyDxDyM/(KNm)8.003.808.165.66s0.1000.0470.1000.0

25、70£0.1050.048 0.105 0.073As 536 248 536 373 实配/mm2 89082008908130 559 251 559 387支座处：截面位置CxCyDxDyM/(KNm)6.184.3816.613.85s0.0770.0540.2060.172£0.080.056 0.233 0.190As 1067 699 552 516 实配/mm2 81108160129012110 459 3141257 1028 3.3次梁计算（屋面次梁）3.3.1荷载标准值 A 恒载标准值 面板传来 7.0×4.15=29.05KN/m 次梁自

26、重 25×0.25×（）=3KN/m 次梁抹灰 2×17×0.02×（）=0.33KN/m gk=32.38KN/m B 活载标准值 qk=2.0×4.15=8.30KN/m荷载设计值 恒载设计值 g=32.38×1.2=38.86KN/m 活载设计值 q=8.3×1.4=11.62KN/m3.3.2内力计算 等效荷载： r1=q/l=0.32 r2=0.83 r3=0.46 r4=0.77 r5=0.27 q1=(1-2r2+r3）p=41.90KN/m q2=(1-2r2+r3）p=9.59KN/m q3=(1

27、-2r2+r3）p=33.82KN/m q4=(1-2r2+r3）p=13.63KN/m q5=(1-2r2+r3）p=43.92KN/m图3-9 次梁弯矩分布图3.3.3配筋计算 正截面承载力计算 次梁跨中截面按T型截面计算，其翼缘宽度为： bf=×8300=2726mm4150mm，取bf=2767mm b=250mm，h=600mm，h0=600-40=560mm，hf=100mm fc=14.3N/mm2，fy=300 N/mm2 对边跨： 1fchf(ho-hf)=1.0×14.3×2767×100×(560-100/2)=2017.

28、97KN/m>M 故次梁边跨跨中截面按第一类T型截面计算 同理中间跨跨中截面也可以按第一类T形截面计算。 次梁支座截面按矩形截面计算 次梁各梁中截面和各支座截面的配筋计算列于表中 计算结果表明，£均小于0.35，符合塑性内力重分布的条件，取端支座验算最小配筋率。0.45=0.45×=0.21%>0.2%,则取1=0.21% As=315mm2 表3.8 次梁配筋表截面位置1跨A支座2跨B支座M/(KNm)76515371.812.8s0.00620.1360.00580.0025£0.00620.147 0.0025 0.0025As 458 980

29、428 16 实配/mm2 314516314312 461 314 461 339截面位置3跨C支座4跨D支座M/(KNm)41.4685.5193.514.8s0.00330.0790.00160.013£0.00330.082 0.0016 0.013As 244 547 118 87 实配/mm2 312316312312 339 603 339 339截面位置5跨E支座6跨M/(KNm)108.68257128.5s0.00880.2290.010£0.00880.36 0.010As 601 240 738 实配/mm2 316312318 603 339 76

30、3 3.3.4箍筋计算：FA左=112.64KN FA右=72.67KNFB左=-48.70KN FB右=209.91KNFC左=-57.72KN FC右=244.38KNFD左=-92.19KN FD右=-175.9KNFE左=-212.8KN FE右=204.24KN取最大剪力为：F=244.38KN0.7ftbh0=0.7×14.3×250×560=140.14KN<244.38KN对于h<800,其d>6mm,有表5-1得S=350mm考虑弯矩调幅中队受剪承载力不利影响，在距梁支座1.05h0，区段内将箍筋面积増大20%（或者箍筋间距减小

31、20%）故取：验证截面尺寸hw=h0-hf=560-100=460mmhw/b=460/250=1.84<40.25cfcbh0=0.25×1.0×14.3×250×560=500.50KN>244.38KN (满足要求)配置 8150双肢箍筋验证最小配筋率：sv=Asv/sb=2×50.24/250×100=0.40%>0.3ft/fy (满足要求)3.4楼梯计算 采用板式楼梯，踏步面层为30mm厚水磨石地面，0.65KN/； 板底为20mm厚混合砂浆抹灰； 栏杆为金属栏杆，0.11KN/m。3.4.1梯段板设计板

32、厚取/30至/25之间，=3060mmh=（96,114）mm，取h=100mm。由建筑图知，踏步尺寸为260mm×175mm，=0.800取1m宽板带为计算单元。荷载计算A. 恒载踏步板自重 1(×0.26/2×25/0.26=5.57KN/m踏步板面层重 1×（0.26+0.175）×0.65/0.26= 1.14KN/m底板抹灰重 0.306×0.02×17/0.26 = 0.40 KN/m栏杆重 0.11 KN/m 恒载标准值 7.22KN/m恒载设计值 1.2×7.22 = 8.66KN/mB. 活载活载

33、标准值 1×0.26×2.5/0.26 = 2.5KN/m活载设计值 1.4×2.5 = 3.5KN/m 荷载总计 g+q =8.66+3.5=13.68KN/m 内力计算Mmax=pl02/10=12.16×3.062/10=11.39KNmVmax=cospl02/2=0.80×12.16×3.062/2=11.39KNm配筋计算板的有效高度 h0=h-20=80mm s=M/1fcbho2=11.9×106/1.0×14.3×1000×802=0.124 rs =1+(1-2s)1/2/2

34、=1+(1-2×0.24)1/2/2=0.93 As=M/fyrsho=11.39×106/210×0.93×80=729mm选用10100 , As=785mm2梯段板抗剪 0.7ftbh0=0.7×14.3×1000×80=80.08KN>14.88KN（满足要求） 故按构造要求配筋，支座构造筋 102003.4.2平台板计算按简支板计算荷载计算取1m宽作为计算单元，板厚为100mm，其它同梯段板A. 恒载 平台板自重 0.1×1×25 = 3KN/m 平台板面层 0.65×1 = 0

35、.65KN/m 板底粉刷 0.02×1×17 = 0.34KN/m 恒载标准值 3.49KN/m恒载设计值 1.2×3.49 = 4.19KN/mB. 活载活载设计值 2.5×1.4 = 3.5KN/m 荷载总计 g+q = 4.19+3.5 = 7.69KN/m内力计算：跨度 L0=Ln+跨中最大弯矩 Mmax=pl02/10=7.69×1.922=2.83KN·m配筋计算：板的有效高度 h0=h-20=80mm s=M/1fcbho2=2.83×106/1.0×14.3×1000×802=0

36、.03 rs =1+(1-2s)1/2/2=1+(1-2×0.03)1/2/2=0.985 As=M/fyrsho=2.83×106/210×0.985×80=171mm选用6160 , As=177mm23.4.3平台梁计算计算跨度 = 3650mm，截面高度h=l0/12=304mm，取 h=400mm b=200mm荷载计算梯段板传来荷载 12.16×2.86/2 = 17.39KN/m休息平台传来荷载 7.69×1.92/2 = 7.38KN/m梁自重 1.2×0.2×(0.4-0.1)×25 =

37、 3 KN/m梁抹灰重 2×17×0.02×（0.4-0.1）×1.2 = 0.24KN/m 荷载设计值 26.81KN/m内力计算跨中 Mmax=pl02/8=26.81×3.652/8=44.65KNm支座 Vmax=pl0/2=26.81×3.65/2=48.93KN配筋计算钢筋采用HRB 315 级钢，h0 =400-40=360mms=M/1fcbho2=44.46×106/1.0×14.3×200×3602=0.12 rs =1+(1-2s)1/2/2=1+(1-2×0.1

38、2)1/2/2=0.94 As=M/fyrsho=44.46×106/300×0.94×360=440mm2选用 314 , As=461mm2又 0.25cfcbh0=0.25×1.0×14.3×200×360=257.4KN>48.93KN 0.7ftbh0=0.7×14.3×200×360=72.07 KN>48.93KN故按构造要求配置箍筋 选用 6150 sv=nAsv1/sb=2×28.3/200×150=0.18 >（满足要求）3.5基础 3.

39、5.1外柱独立基础本设计采用的是方形柱，故基础也采用方形的单独基础。本基础的砼采用C30。荷载计算1、由柱传至基础顶面的荷载第一组：Mmax=2.7KNm， Nmax=-1647.1KN， V=23KN第二组：Mmin=-0.7KNm， Nmax=-3224.1KN， V=18.9KN2、由基础梁传至基础顶面的荷载墙重 0.24×(4.2-0.75)×=78.2KN基础梁 0.3×0.75× ×25=40.854KN G=119.05KN3、作用在基底的弯矩和相应基顶的轴向力第一组：Mbot=(2.7+23)/1.35=19.04KNm N=(

40、1697.1+119.05)/1.35=1345.30KN第二组：Mbot=(-0.7-18.9)/1.35=-14.52KNm N=(3224.1+119.05)/1.35=2476.41KN确定基底尺寸在上述两组荷载中，第一组荷载的基底弯矩值最大，故按第一组荷载进行计算。地基承载力设计值需进行修正，由于基础宽度尚未确定，故不对宽度进行修正；基础埋深为-1.95m,故须对深度进行修正。f=fk+d(d-0.5)0=180+1.5×(1.95-0.5)×(1.95-0.5)×20=223.5KN/m2。上式中，d为深度修正系数，据地基设计规范查得。1、按经验法选取

41、基础底面尺寸(1)、先按轴心受压计算基础底面所需的面积 A=1345.30/(223.5-20×1.95)=6.67m2(2)、考虑偏心受压，故把轴心受压所求面积乘以偏心扩大系数1.2，则 A=1.2×6.67=8.00m2选用的是方形基础，a=b=(8)1/2=2.83m故取a=b=3.0m。(3)、验算基础尺寸 Pm=+md=1345.3/333+20×1.95=188,48KN/m2f=223.5KN/m2 Pmax=+md+=1345.3/333+2031.95+19.04/333=192.71KN/m2 1.2f Pmin=+md-=1345.3/333

42、+2031.95-19.04/333=184.25KN/m20故基底尺寸满足要求。2、验算第二组荷载作用下的基底应力 Pm=1345.3/333+20×1.95=188,48KN/m2f=223.5KN/m2 Pmax=1345.3/333+2031.95+19.04/333=192.71KN/m21.2fPmin=1345.3/333+2031.95-19.04/333=184.25KN/m20确定基础高度前面已初步假定基础高度为1m，采用锥形独立基础，初步确定基础的剖面尺寸如下图所示，从图上可以看出，上阶底面落在柱边冲切破坏锥面之内，而基底落在变阶处冲切破坏锥面之外，故该基础须进

43、行变阶处的抗冲切验算。 图3-10 基础剖面图抗冲切验算 1、土壤最大净反力 第一组：Pnmax= +=1345.3/333+19.04/333=178.97 KN/m2 按第一组值进行抗冲切验算。 2、第二组荷载作用下的冲切力 取Pn1= Pnmax=192.71KN/m2，基础宽度b=3.0m，冲切锥体底边宽为650+30032+（300+350-35）32=2480mm，A=1/23(3-2.48)33.5=0.91m2 故FL= PnmaxA=192.7130.91=175.37KN 3、变阶处的抗冲切力 由于基础宽度小于冲切体底边宽bm=1/23(3.0+1.0)=2.0m FL=0

44、.63ftbmh0=0.631.43320003965=1655.94KNFL=145.75KN (满足条件)基底配筋计算基底配筋计算包括沿横向和纵向两个方向的配筋计算，沿横向的钢筋用量按第一组荷载作用下的土壤净反力计算，计算时以偏心受压来处理；而纵向的钢筋计算按轴心受压处理，其钢筋用量按第一组荷载作用下的平均土壤净反力来计算。1、沿横向的配筋计算在第一组荷载作用下，Pnmax=+=1345.3/333+19.04/333=153.68KN/m2相应柱边及变阶处的土壤净反力如下图3-11所示： Pn=1345.3/32+(19.04/333 )3=152.23KN/m2 Pn=1345.3/3

45、2+(19.04/333 )3=154.77KN/m2图3-11 土壤净反力图故M=(Pnmax+Pn)(b-hc)2(2l+bc)=(153.68+152.23)(3.4-0.65)2(2×3+0.65) =240.55KNm AS=240.55×106/0.9×210×965=1319mm2 M=(Pnmax+Pn)(b-hc)2(2l+bc)=(162.17+154.77)(3-1.25)2(2×3+1.25) =146.61KNm AS=146.61×106/0.9×210×615=1261mm2选1810钢筋(10160，AS =1413mm2)。2、沿纵向的配筋计算在第一组荷载作用下，Pnm=1345.3/9=149.5N/m2故M=Pnm(b-hc)2(2l+bc)=×149.5×(3-0.65)2(2×3+0.65)=228.76KNm AS=228.76/0.9×210×615=1968.1mm2选181