十二层框架结构办公楼毕业设计

哈尔滨工业大学自学考试本科毕业设计（论文）PAGEPAGE652.10框架梁的计算2.10.1梁的正截面的受弯承载力计算这里仅以第一层AB跨梁为例，说明计算方法和过程，其它层梁的配筋计算结果见表2-28和表2-29。从表2-23中分别选出AB跨、BC跨跨间截面及支座截面的最不利内力，并将支座中心处的弯矩换算为支座边缘控制截面的弯矩进行配筋计算。一层AB跨：支座弯矩：=370.9-156.73×(0.7-0.5/2)=300.37kN·mMA=0.75×300.37=243.8kN·m=292.41-192.2×0.7/2=225.14kN·mMB=0.75×225.14=168.86kN·m跨间弯矩取控制截面，即跨中的正弯矩,=175.28kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=6/3=2000mm；按梁间距考虑时，==350+2775=3125mm；按翼缘厚度考虑时，=600－35=565mm，=100/565=0.177>0.1，此种情况不起控制作用，故取2000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×2000×100×（565－100/2）=1921.64kN属第一类T型截面=175.28×/（1.0×19.1×2000×）=0.012=0.012=0.012×1.0×19.1×2000×565/360=719.43mm2实配钢筋420（=1017mm2）,=1256/（300×565）=0.6﹪>0.25﹪,故满足要求。=[225.28×－360×1256×（565－35）]/(1.0×19.1×300×)=0.017=0.017<2=70/565=0.124说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==225.28×/[360×（565－35）]=1180.56mm2，实取422（=1520mm2）。一层BC跨：支座边缘取控制截面：=175.17－150.22×0.7/2=122.59kN·m跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩,=170.45kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=3/3=1m=1000mm；按梁间距考虑时，==350+2775=3125mm；按翼缘厚度考虑时，=400－35=365mm，=100/365=0.274>0.1，此种情况不起控制作用，故取=1000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×1000×100×（365－100/2）=601.65kN·m>190.45kN·m属第一类T型截面=170.45×/（1.0×19.1×1000×）=0.067=0.067=0.067×1.0×19.1×1000×365/360=1297.7mm2实配钢筋420（=1256mm2）,=1256/（300×365）=1.15﹪>0.25﹪,故满足要求。=[175.17×－360×1250×（365－35）]/(1.0×19.1×300×)=0.034=0.034<2=70/365=0.192，说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==175.17×/[360×（365－35）]=1643mm2，实取422（=1520mm2），=1520/(300×365)=1.61﹪>0.3﹪,=1256/1900=0.8＞0.3，满足要求。六层AB跨：支座弯矩：=125.98－84.76×（0.6－0.5/2）=122.91kN·mMA=0.75×122.91=92.19kN=107.44-81.42×0.6/2=83.01kN·mMB=0.75×83.01=62.26kN跨间弯矩取控制截面，即跨中的正弯矩,=50.62kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=6/3=2m=2000mm；按梁间距考虑时，==300+3300=3600mm；按翼缘厚度考虑时，=600－35=565mm，=100/565=0.177>0.1，此种情况不起控制作用，故取=2000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×2000×100×（565－100/2）=1912.64kN·m>50.62kN·m属第一类T型截面=50.62×/（1.0×19.1×2000×）=0.004=0.004=0.004×1.0×19.1×2000×565/360=239.8mm2实配钢筋220（=628mm2）,=628/（250×565）=0.4﹪>0.25﹪,故满足要求。=[92.19×－360×628×（565－35）]/(1.0×19.1×250×)=-0.15<0=-0.14<2=70/565=0.124说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==92.19×/[360×（565－35）]=483mm2，实取220（=628mm2）。跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩,=92.10kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=3/3=1m=1000mm；按梁间距考虑时，==300+2775=3125mm；按翼缘厚度考虑时，=400－35=365mm，=100/365=0.274>0.1，此种情况不起控制作用，故取=1000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×1000×100×（365－100/2）=601.65kN·m>92.10kN·m属第一类T型截面=92.10×/（1.0×19.1×1000×）=0.037=0.037=0.037×1.0×19.1×1000×365/360=1045mm2实配钢筋418（=1017mm2）,=1017/（300×365）=0.6﹪>0.25﹪,故满足要求。=[124.14×－360×628×（365－35）]/(1.0×19.1×300×)<0<0，说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==124.14×/[360×（365－35）]=717mm2，实取420（=1256mm2），=1256/(350×565)=0.99﹪>0.3﹪=628/1256=0.8﹪＞0.3﹪,满足要求。十二层AB跨：支座弯矩：=73.52kN·mMA=0.75×73.52=55.14kN=105.06kN·mMB=0.75×105.06=78.8kN跨间弯矩取控制截面，即跨中的正弯矩,=99.68kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=6/3=2m=2000mm；按梁间距考虑时，==200+（3600-300/2-300/2）=3600mm；按翼缘厚度考虑时，=600－35=565mm，=100/565=0.177>0.1，此种情况不起控制作用，故取=2000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×2000×100×（565－100/2）=1912.64kN·m>99.681N·m属第一类T型截面=99.68×/（1.0×19.1×2000×）=0.009=0.009=0.009×1.0×19.1×2000×565/360=47mm2实配钢筋218（=509mm2）,=509/（300×565）=0.31﹪>0.25﹪,故满足要求。=[55.14×－360×628×（565－35）]/(1.0×16.7×250×)=0.031=0.031<2=70/565=0.124说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==55.14×/[360×（565－35）]=348mm2，实取218（=509mm2）。支座边缘取控制截面：=15.5kN·m跨间弯矩取控制截面，即支座边缘处的正弯矩：=38.6kN·m当梁下部受拉时，按T型截面设计，当梁上部受拉时，按矩形设计。翼缘计算宽度当按跨度考虑时，=/3=3/3=1m=1000mm；按梁间距考虑时，==300+2775=3125mm；按翼缘厚度考虑时，=400－35=365mm，=100/365=0.274>0.1，此种情况不起控制作用，故取=1000mm。梁内纵向钢筋选HRB400级钢（==360N/mm2），=0.520。下部跨间截面按单筋T形截面设计。因为=1.0×19.1×1000×100×（365－100/2）=601.65kN·m>38.6kN·m属第一类T型截面=38.6×/（1.0×19.1×1000×）=0.027=0.027=0.027×1.0×19.1×1000×365/360=174mm2实配钢筋218（=509mm2）,=509/（300×365）=0.31﹪>0.25﹪,故满足要求。=[15.5×－360×628×（365－35）]/(1.0×19.1×300×)<0<0，说明富裕，，且达不到屈服。可近似取==15.5×/[360×（365－35）]=324mm2，实取218（=509mm2），=509/(300×365)=0.31﹪>0.3﹪,=509/509=1>0.3，满足要求。表2-28框架梁纵向钢筋计算表层次截面//实配钢筋//%7~12支座55.140.031509348218（509）1.00.3178.8＜0509288218（509）1.00.31AB跨间99.680.009-479218（509）-0.31支座38.6＜0509324.218（509）1.00.31BC跨间15.50.027-174218（509）-0.312~6支座186.260.00810171136420（1256）0.80.75125.98＜01017776420（1256）0.80.75AB跨间103.380.016-487418（1017）-0.6支座124.14＜01017717420（1256）0.80.99BC跨间92.1001017）-0.981支座225.280.00712561181422（1520）0.81.4168.86＜01256885422（1520）0.81.4AB跨间175.280.012-719420（1256）-1.1支座122.59＜012561474422（1520）0.81.61BC跨间170.4501256）-1.152.10.2梁斜截面受剪承载力计算AB跨计算过程：V=174.98kN<0.2=0.2×1.0×19.1×350×565=755kN故截面尺寸满足要求。梁端加密区箍筋取双肢φ10@100，箍筋用HPB235级钢筋（=210），则=0.42×1.71×350×565+1.25×210×101/100×565=428.5kN>174.98kN加密区长度取1.0m,非加密区箍筋取双肢φ8@100，箍筋设置满足要求。BC跨计算过程：若梁端箍筋加密区取双肢φ8@100，则其承载力为：=0.42×1.71×350×365+1.25×210×101/100×365=385.09kN>=240.34kN由于非加密区长度较小，故全跨均可按加密区配筋。表2-29框架梁箍筋计算表层次截面/kN/kN梁端加密区非加密区实配钢筋（）实配钢筋（﹪）1293.21755＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100(0.404)53.35621＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100(0.404)6124.23755＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100(0.404)154.62621＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100(0.404)1174.98755＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100（0.404）189.67621＞＜0双肢φ10@100(1.01)双肢φ8@100（0.404）注：表中为换算至支座边缘处的梁端剪力。2.11框架柱的计算2.11.1剪跨比和轴压比验算表2-30给出了框架柱剪跨比和轴压比计算结果，其中剪跨比也可取Hn。注意，表中的Mc、Vc和N都不应考虑承载力抗震调整系数。由表可见，各柱的剪跨比和轴压比均满足规范要求。表2-30柱的剪跨比和轴压比验算柱号层次A柱1270066019.157.3833.26199.082.61＞20.02＜0.8670066019.1102.6960.841411.082.56＞20.15＜0.8170066019.1440.13101.212462.076.59＞20.26＜0.8B柱1270066016.753.1438.342162.1＞20.023＜0.8670066019.1145.0896.231103.022.3＞20.11＜0.8170066019.1290.92137.751763.323.1＞20.18＜0.82.11.2柱正截面承载力计算对A、B轴柱的三种截面的正截面承载力以二层、七层和底层为例进行计算，计算如下，对于框架柱的所配的钢筋见表2-31。第二层B轴柱，根据B柱内力组合表，将支座中心处的弯矩换算至支座边缘，并与柱端组合弯矩的调整值比较后，选出最不利内力，进行配筋计算〔9〕。B节点左、右梁端弯矩：-377.91+202.67×0.7/2=-306.98kNm-253.93-204.17×0.7/2=182.47kNmB节点上、下柱端弯矩：305.76-117.26×0.1=294.034kNm-257.6-159.27×(0.5-0.1)=-193.892kNm=294.034+193.892=487.93kNm，=306.98+182.47=489.45kNm=487.93/489.45=0.99＜1.2，没有达到强柱弱梁的要求1.2=1.2×489.45=587.34kNm，=587.34×294.034/487.93=353.94kNm=587.34×193.892/489.45=232.67kNm，=0.8×353.94=283.15kNm==107.35mm,=600/30=20mm，故取=20mm柱的计算长度按式（2-27）确定：，故=[1＋0.15×（0.36+0.33）]×3.3=3.64m=107.35+20=127.35mm。因为3640/600=6.07>5，故应考虑偏心距增大系数。0.5×19.1×6002/(2637.63×103)=1.3>1.0，取=1.0;，取。1.261.26×127.35+600/2-40=420mm对称配筋，2637.63×103/(19.1×600×560)=0.43＜=0.520，为大偏心情况。按式（2-28）计算=＜0故按构造配筋,单侧配筋率0.2%，故A=A=0.2%×600×600=720mm选4201256mm2）总配筋率==1.12%>0.8%其他层B柱和A柱配筋计算过程同上,计算结果见下表;表2-31框架柱纵向钢筋计算表柱号A柱B柱层次7~122~617~122~61实配钢筋AS/mm2418（1017）420（1256）422（1520）418（1017）420（1256）422（1520）总配筋率%1.331.120.991.331.120.992.11.3斜截面受剪承载力计算以第一层A柱为例进行计算。由前可知，对二级抗震等级，上下柱柱端弯矩设计值为：=95.1kNm，=284.44kNm，框架柱的剪力设计值为：kN0.2（满足要求）>3（取）其中为较大的柱下端值，而且、不应考虑，为设计值除以0.8，为设计值除以0.85，与相应的轴力。N=3182.11>取=2647.26故该层柱应按构造配置箍筋。柱端加密区的箍筋选用4肢10@100。由表2.30可得一层柱底的轴压力比n=0.681。另外，可查得=0.122，则最小体积配箍率为取φ10，mm2，则s284mm。根据构造要求，其加密区箍筋为4φ10@100，加密区位置及长度按规范要求确定为：柱端：取截面高度700mm，柱净高的1/6（3900×1/6=650mm）及500mm三者中最大值，即取为700mm。柱根：不小于净高的1/3（H/3=3900/3=1300mm），取为1300mm。非加密区还应满足sd=220mm，故箍筋取4φ10@200。各种框架柱的箍筋配置见表2-32。表2-32框架柱箍筋数量表柱号层次/kN/kN/kN/kN/mm/%实配钢筋加密区非加密区A柱1233.26768.2＞V362.051253.5＜00.6364φ8@1004φ8@150660.841122.24＞V1946.002062.8＜01.0914φ8@1004φ8@1501101.211764.84＞V3182.112807.7＜01.4554φ10@1004φ10@200B柱1238.34768.2＞V312.561253.5＜00.6364φ8@1004φ8@150696.231122.24＞V2189.252062.8＜01.1824φ8@1004φ8@1501137.751764.8＞V3547.602807.7＜01.3644φ10@1004φ10@2002.11.4框架梁柱节点核芯区截面抗震验算以一层中节点B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，因节点两侧梁不等高，计算时取两侧梁的平均高度，即mmmm本设计框架为二级抗震等级，应按下式计算节点的剪力设计值。(2-29)式中：，—分别为梁截面高度及有效高度；—梁受压钢筋合力点至受压边缘的距离；—柱计算高度；—节点左右梁端反时针或顺时针方向组合弯矩设计值；—节点剪力增大系数。取节点上下柱反弯点间的距离，即=3.3×0.49+0.34×3.9=3.283m=377.91kNm，=253.93kNm=377.91+253.93=631.84kN·m剪力设计值 kN因mm，故取=700mm，=1.5，则=kNkN,满足要求。节点核芯区的受剪承载力按(2-28)式计算，其中N取二层柱底轴力N=3099.48/0.8=3874.35kN和=0.519.1600600=3438kN二者的较小值，故取N=3438kN。设节点区配筋为4φ10@100，则=1/0.85（1.1×1.5×1.71×700×700+0.05×1.5×3438×+210×4×78.5×）=2096.65kN>=1490.83kN，故承载力满足要求。2.12楼板配筋设计2.12.1荷载计算楼板采用两种板的形式，走廊7.5m×3m，按单向板计算配筋，其他房间采用6m×7.5m，按双向板计算配筋，板厚为100mm。活载标准值为2.0kN/mm2,混凝土C20（=9.6），钢筋为HPB235级（=210)。面砖地面（包括水泥粗砂打底）0.55kN/m2100厚现浇钢筋混凝土板2.5kN/m2V型轻钢龙骨吊顶0.25kN/m2恒载标准合计3.3kN/m2恒载设计值g=1.2×3.3=3.96kN/m2活载设计值q=1.3×2.0=3.6kN/m2合计g+q=3.96+3.6=7.56kN/m22.12.2内力计算（按塑性理论）2.12.2.1双向板设计1）弯矩计算计算跨度：lx=6-0.35=5.65mly=7.5-0.35=7.15mn=ly/lx=7.15/5.65=1.27取α=1/n2=0.62，β=2.0（取值为1.5~2.5）采用分离式配筋，故得跨中及塑性铰线上的总弯矩为(7.15-5.65/4)5.740.625.652.6327.15=14.320.625.65=7.01代入基本公式，可得25.74+22.63+214.3+27.01=0.87.565.655.65（37.15-5.65）/12解得=5.09kN·m/mmy=αmx=0.625.09=3.16kN·m/m25.09=10.18kN·m/m23.16=6.32kN·m/m2）配筋计算各板跨中、支座弯矩既已求得（取跨中及支座截面有效高度=100-20=80mm，=100-30=70mm），混凝土C20（=9.6），钢筋为HPB235级（=210)，可近似地按计算钢筋截面面积，计算结果见表2-34。表2-34双向板配筋计算截面m（kN·m）H(mm)A(mm)选配钢筋实配面积跨中方向5.0980318φ10@200393方向3.1670226φ10@200393支座A—B10.1880636φ10@100785B—C6.3280452φ10@1007852.10.2.2单向板设计1）板的基本资料及荷载都和双向板情况完全相同，在这里只进行内力计算和配筋。混凝土C20（=9.6），钢筋为HPB235级（=210）。2）内力计算（按塑性理论计算）计算跨度l0=3-0.35=2.65m取1m板宽作为计算单元，b=1000mm，h=100mm，h0=100-20=80mm跨中弯矩M=7.56×2.65×2.65/12=4.42kN·m由公式αs=M/α1fcb=4.42×106/1.0×9.6×1000×80×80=0.072查表得=0.978代入公式=4.42×106/210×0.978×80=269mm2跨中选配钢筋为φ10@200，实配钢筋面积为393mm2。支座处选配钢筋为φ10@100，实配钢筋面积为785mm2。2.13基础设计2.13.1荷载计算经地质勘察部门勘察，建筑场地的土层由上至下划分为四层：第一层为杂填土，厚0.5m；第二层为粉土，厚0.6m，kPa，MPa；第三层为粘土，厚3.0m，kPa，MPa；；第四层为粉砂，厚8.0m，kPa，Mpa。用地范围内各土层均匀，稳定水位埋深为2.0m，最大冻深为2.1m，除第一层外，其余各层均可作为建筑物天然地基。如图2-3所示。边柱Ａ传到基础顶面的内力组合；(N=3182.11kN，=115.36kN·m，V=101.21kN(1)=3182.11kN，=50.78kN·m，=101.2kN。(2)=115.36kN·m=1820.14kN，=101.2kN。中柱Ｂ传到基础顶面的内力组合(1)=3344.82kN，=10.6kN·m，=137.75kN。(2)=132.69kN·m=1626.61kN，=137.75kN。图2-13桩基础示意图2.13.2荷载计算因框架跨度大，柱底荷载大，根据施工场地、地基条件以及场地周围的环境条件等因素，选择桩基础。采用钢筋混凝土静压预制桩，桩截面采用400mm×400mm，桩采用C35级混凝土，HRB335级钢筋；承台采用C40级混凝土，HRB400级钢筋〔11〕。根据地质资料，选择第4层粉砂层作为持力层，承台埋深为2.0m，承台顶距室外自然地坪为0.5m，桩伸入承台50mm，桩长9m,桩尖进入持力层的深度为9-0.05-2.1＝6.85m如图2-13所示．2.13.3确定桩数及承台底面尺寸按经验参数法确定单桩竖向极限承载力标准值（2-30）式中：—单桩竖向承载力特征值；—桩短端阻力桩侧阻力特征值；—柱底端截面面积；—桩身周边长度；—第层岩土的厚度。桩尖进入持力层的深度为9-0.05-2.1＝6.85m,桩端入土深度为h=9-0.05+2=10.95m，查得、值如下：粉沙层（中密实）：取为900kPa；=116~138，取为130kPa粉土层：=42~64，取为50kPa灰黄色粉质粘土层：=30~50，取为30kPa故900×0.42+0.4×4×（2.1×50+6.85×30）=640.8kN单桩承载力设计值Ｒ=1.21.2×640.8=768.96kN确定桩的数量，考虑偏心影响，采用扩大系数．对A柱：最大轴力组合N=3182.11kN，=115.36kN·m，V=101.21kN初步估算桩数：n≥(取为5根)由于桩距S0≥3d=1.2m，取为1.2m，故承台底面尺寸取为3.2m×3.2m，桩位平面布置见图2-14所示。图2-14五桩桩基础对B、C柱：因两柱间距较小,荷载较大,故将此作成联合承台。初步估算桩数：n≥(取为8根)，由于桩距S0≥3d=1.2m，故承台底面尺寸取为5.6m×3.2m.2.13.4单桩受力验算以A柱为例进行计算,上部传来的荷载标准值=3182.11kN按中心受压验算，各桩平均受力应满足〔12〕（2-31）式中：—桩基中单桩受力标准值；—作用在桩基上的竖向力标准值；—承台及其上的覆土重；—单桩竖向承载力标准值；—桩数。承台及其上部覆土重=20×3.2×3.2×2=409.6kNkNkN承台埋深设计为2m，承台高为2.0-0.5=1.5m，容重按偏心荷载验算，计算承台四角边缘最不利的桩的受力情况：，而且<,所以在偏心荷载作用下，最边缘的桩受力安全。2.13.5单桩设计桩身采用级混凝土（），弹性模量，钢筋用HRB235钢筋（），保护层厚度取a=35mm。桩采用两点起吊，因此需要考虑1.5的动力系数，故桩身最大弯矩为：桩的横截面有效高度为h0=400-35=365m选用418（As=1017mm2），静压预制桩的最小配筋率为0.6%，而实际配筋率为=1017/（400×400）=0.7%〉0.6%，故满足要求。使用阶段桩身强度验算，单桩实际承载力为故满足要求，箍筋按构造要求取φ8@200，主筋沿全长配置。2.13.6群桩验算2.13.6.1群桩验算1）计算假想实体基础底面尺寸。桩周摩擦力向外扩散角θ=/4其中=（2l2+3l3）/（l2+l3）=（50×2.1+30×6.85）/（2.1+6.85）=34.69所以θ=34.69º/4=8.67º边桩外围尺寸为l=l0+2ltg长为l=3.2+2×8.95×tg8.67º=5.93m宽l´=b=5.93m2）桩端地基土承载力实体基础埋深范围内土的平均重度0=（16×0.5+18.6×0.6+19.3×3+19×6.85）/（0.5+0.6+3+6.85）=18.9kN/m2地基承载力f=fk+ηbγ（b-3）+ηbγ0（d-0.5）=200+0.319（5.93-3）+1.6×18.9×（10.95-0.5）=532.7kpa3）柱端地基承载力验算a.假象实体基础自重。计算时采用地下水位以上综合重度γ=20kN/m3地下水位综合重度γ=10kN/m3，G=5.93×5.93（2×20+8.95×10）=4553.85kNb.中心受压验算。假想基础底面压应力为：P=（N+G）/A=（3182.11+4553.85）/（5.93×5.93）=220Kpa<532.71Kpac.偏心受压验算。假想基础边缘最大压力为：P=（N+G）/A±M/W=220±（115.36+101.2×1.5）/5.933/6=272.29±16.54KpaPmax=298.14Kpa<1.2fv。Pmin>0满足要求。2.13.6.2群桩基础的沉降验算基底土的平均反力P=272.69Kpa基底土的附加反力P0=P-γd=272.69-19.3×2=234.09Kpa群桩沉降量计算如下：表2-35群桩沉降量计算zl/bz/bzizi-zi-1Esi（Mpa）Si（mm）ΣSi（mm）0.010100———2.1010.710.952.002.004.0118.17118.174.1011.380.823.371.376.847.62165.796.1012.060.694.200.836.828.85194.648.1012.730.584.720.526.819.07212.7111.013.710.475.190.476.816.34229.0512.014.050.445.280.096.83.13232.18沉降深度Z=b×（2.5-0.4×ln5.93）=10.6m，取Z=11m，沉降经验系数取s=0.932，根据公式s=s´=sΣp0（zi-zi-1）/EsiS6/ΣSi=3.13/232.18=0.013〈0.025由上可知，计算至承台面以下12m处时压缩层下限以满足要求，s=ΣSi=232.18mm实体基础计算桩基础沉降经验系数取p由规范查得p=0.5，则桩基础的最终沉降量为s=0.5×232.18=116.09mm2.13.7承台设计采用c20混凝土，（fc=9.6N/mm2，ft=1.1kN/mm2，fcm=11kN/mm2），钢筋为HPB335级钢（fy=300N/mm2），承台截面尺寸3.2m×3.2m，高1.5m，保护层厚度为a=80mm，有效高度h0=1500-80=1420mm计算单桩净反力不考虑承台及其上部土的重量，单桩最大净反力Qmax´=Qmax-G/n=799.68-409.6/5=717.76kN净反力平均值Q=N/n=3182.11/5=636.42kN斜截面抗剪验算截面Ⅰ-Ⅰ、Ⅱ-Ⅱ的受力情况相同，取Ⅰ-Ⅰ进行验算，截面有效高度1.42m，截面计算宽度3.2m，混凝土轴心抗压强度fc=14300Kpa，该计算截面上的最大剪力设计值V=3Njmax=3×717.76=2153.28KN