框架结构毕业设计计算书

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25 kN / 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，25 kN / 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：hz t/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－3

10厚砼盖板架空房     0.010×25=0.25KN/m2

120厚钢筋混凝土屋面板   0.12×25=3.0KN/m2

15厚混合砂浆喷白     0.015×17=0.26KN/m2

合计：                         3.51KN/m2

②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/m

2、楼面横梁上的竖向线荷载标准值：

（1）恒载    如图－3

    ①恒载标准值

30厚水磨石面层                 0.65KN/m2

120厚钢筋混凝土楼板    0.12×25=3.0KN/m2

20厚板底抹灰及刷白             0.34KN/m2

合计：                          3.99KN/m2

②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=18 KN/m

3、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=53.68KN

②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=4.56KN

②屋面中节点集中活荷载                   Q5A=Q5C=4.56KN

          0.5×0.5×4.5×4.5×0.5×2=5.06KN

                                         Q5B=5.06KN

      4、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：                                               81.32KN

     2～5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=21KN

        ②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：                                          49.14KN

2～5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=20.25KN

②中柱连系梁传来的集中活载    0.5×0.5×4.5×4.5×4×2=40.50KN

QA=QC=20.25KN

QB=40.50KN

5、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=βZμSμz WO，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=3.34 KN/m。

楼层数相应的集中风荷载标准值为：

P1=2.63×=11.44KN

P2=2.63×4.2=11.05KN

P3=P4= 3.34×4.2=14.03KN

P5=3.34×（0.5×4.2+1.0）=10.35KN

2.3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

底层：∑D=4×4.90+2×6.06+16×5.38+8×6.52=169.96 KN/mm

二至五层：∑D=4×6.69+2×10.06+16×8.04+8×11.51=267.60 KN/mm

（1）恒荷载产生的附加节点弯矩

层面层边节点         53.68×=6.71KN·m

2～5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·m

2～5层边节点        20.25×=2.53KN·m

3、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A1

SA1A0=4iA1A0=4×0.581=2.324

SA1B1=4iA1B1=4×1=4

SA1A2=4iA1A2=4×0.761=3.044

∑S=2.324+4+3.044=9.368

μA1A0=SA1A0/∑S=2.324/9.368=0.248

μA1B1=SA1B1/∑S=4/9.368=0.427

μA1A2=SA2A2/∑S=3.044/9.368=0.325

节点A2

SA2A1=4iA2A1=4×0.761=3.044

∑S=SA2A1+SA2A3+SA2B2=3.044+3.044+4=10.088

μA2A3=μA2A1=3.044/10.088=0.302

μA2B3=4/10.088=0.396

节点A5

∑S=SA5A4+SA5B5=4×（0.761+1）=7.044

μA5A4=3.044/7.044=0.432

μA5B5=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. KN·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·m

5、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.-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C C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·m

MA1=MA2=MA3=MA4= M1A1B1+ M1A1=-58.70+2.53=-56.17KN·m

MB1=MB2=MBC=MB4= M1B1A1=58.70KN·m

4、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k

2、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·m  V=73.69KN

                       跨中  M=154.20KN·m

                     梁右端  M=210.09KN·m   V=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=－144.50 KN·m

M中=154.20 KN·m

MB=－210.09－0.25×93.63=－186.68KN·m

1、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/mm2

A支座截面： ===0.124

ξ=1－=0.133≤0.35  符合塑性内力重分布的条件。

As=ξ=0.133×≈753mm2

选用3  18，As=763mm2

  ρmin=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===0.161

  ξ=1-=0.176≤0.35（符合要求）

  As=ξ=≈998mm2

取4  18，As=1017mm2

  ρ1===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′=2300mm

b=250mm，h=600mm，ho=600-30=570mm，hf′=120mm

a1fc bf′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===0.014

ξ=1-=0.015≤0.35  符合要求

As=ξ·a1bf’ho

=0.015×1.0××2300×570≈756mm2

选用3  18，As=763mm2

           ρ1===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=210 N/mm2

支座A: V=73.69KN    支座B: V=-93.63KN

验算截面尺寸：hw=ho-hf=570-120=450mm

              hw/b=450/250=1.8＜4

0.25βcfcbho=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. KN,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。

2.5.2  B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.KN·m  N=199.56KN

柱下端M=-31.65KN·m  N=224.76KN

组合②  Nmin及相应的M       柱上端  M=-24.KN·mm  N=199.56KN

                            柱下端  M=-31.65KN·mm  N=224.76KN

组合③  Nmax及相应的M       柱上端  M=-10.42KN·m N=222.79KN

                             柱下端  M=-20.73KN·mm  N=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=5.25m   N=224.76KN

     M1=-24.KN·m    M2=-31.65KN

①计算ηns和ei

  ==10.50

  ho=h-as=500-30=470mm

  eo2==141mm

  ==16.7mm＜20mm  取ea=20mm

  ζc===6.36＞1.0取ζc=1.0

  ηns=1+（）2ζc=1+=1.25

  Cm=0.7+0.3×=0.7+0.3×=0.94

  M=Cm·ηns·M2=0.94×1.25×(-31.65)=-36.96KN·m

  eo===1mm

  ei=eo+ea=1+20=184mm

②计算As和As’

  x===39.0mm

x≤ξbho=0.518×470=243mm，且x＜2as1=2×30=60mm为大偏压破坏。

  e’=-ei-as’=-184-30=36mm

  As=As’==≈400mm2

按构造配筋：

  As=P1minbh=0.2%×400×500=400mm2

选用2  18，As=As’=509mm2

③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x

    ξ=+ξb

     x=ξho

  As=As’=

则根据表格-26计算结果

  底层  As和As’各选用5  22，As=As’=1900mm2

  二至四层  As和As1各选用2  22，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=5.25m

  M1=-24.KN·m    M2=-31.65KN·m  N=224.7KN

荷载与组合①相同

屋面层   B柱配筋   As和As’各选用2  18, 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=5.25m

  M1=-10.42KN·m   M2=-20.73KN·m   N=251.14KN

  ①计算ηns和ei

     ==10.50

     ho=h-as=500-30=470

     eo2===83mm

     ==16.7mm＜20mm   取ea=20mm

     ζc===5.69＞1.0取ζ=1.0

     ηns=1+=1.39

   Cm=0.7+0.3×=0.85≥0.7

   M=Cm·ηns·M2=-0.7×1.39×20.73=-24.49KN·m

   eo===98mm

   ei=eo+ea=98+20=118mm

②计算  As=As’

  x===44mm

  x≤ξbho=0.518×470=243mm

且x＜2as’=2×30=60mm

As=As’===162mm2

     ≤Pminbh=0.2%×b×h=0.2%×400×500=400mm2

故选用2  18，As=As’=509mm2

根据表-27计算结果

底层As和As’各选用5   22，As=As’=1900mm2

二层As和As’各选用5   20，As=As’=1570mm2

三至四层  As和As’各选用2  20，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5  22，As=As’=1900mm2

      二层  配筋5  20，As=As’=1570mm2

            三、四层  配筋2  20，As=As’=628mm2

      屋面层   配筋2  18，As=As’=509mm2

      柱截面配筋图如图-26

    2.5.3  B柱下的基础计算。

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=.（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=45m3

 Gk=A*rG*d=9×20×1.75=315KN

①按Mmax组合验算

p=（Nk+Gk）/A±ΣMk/W

      =（1633.56+315）/9±（+30.78×0.75）/4.5

      =241.62  kpa ＜1.2×fa=1.2×280=336 kpa

       191.40 kpa＞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

      =257.68  kpa＜1.2×fa=336 kpa

       224.16  kpa＜0

(Pkmax+Pkmin)=240.92kpa＜fa=280 kpa（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=62.44 KN·m     Nj=1853.26 KN    Vj=-17.31 KN

p=Nj/A±ΣMj/W

        =1853.26/9±(62.44+17.31×0.75)/4.5

        =205.92±16.76=

Pj= (Pjmax+Pjmin)=205.92 KN/m2

柱边冲切计算：at=0.50m1，bt=0.40m，ho=h-40=750-40=710mm

              bb=bt+2ho=0.4+2×0.71=1.82m＜b=3.0m

              bm=bt+ho=1.11m

Fl= Pjmax *AL

  = Pjmax [(--ho)×b-(--ho)2]

  =222.68×[(1.5-0.25-0.71)×310-(1.5-0.2-0.71)2]

  =283.21 KN＜0.7βhftbmho=0.7×1.0×1100×1.11×0.71=606.84  KN（满足要求）

台阶处冲切验算：

  at1=-1.70m   bt1=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=2.06m

  Fl1=βhftbm1ho1×AL1= Pjmax×[(--ho)×b-(--ho)2]

     =222.68×[(1.5-0.85-0.36)×3.0-(1.5-0.85-0.36)2]

     175.00 KN ＜0.7βhftbm1ho1=0.7×1.0×1100×2.06×0.36=571.03 KN  满足要求

（4）基础底面配筋计算：如图-28

①截面1-1；

P j1 =βhftbm1ho1+×1.25=222.68+×1.25

   =222.68-13.97=208.71  KN

P j2=P jmax +×0.65=222.68-7.26=215.42 KN

M1=（Pjmax+pj1）×（l-at）2×（2b+bt）

  =×（222.68+208.71）×（3.0-0.5）2×（2×3.0+0.4）

  =359.49KN·m

As1=M1/(0.9ho1×fy)=359.49×106/(0.9×710×300)=1875mm2

  选用17  12（即  12@170）；As=1921mm2

②截面2-2

M2=（P jmax+ P j2）×(l-at1)2×(2b+2bt1)

   =×(222.68+215.42)×(3.0-1.7)2×(2×3.0+1.7)

   =118.77KN·m

A s2=M2/(0.9ho1×fy)=118.17×106/(0.9×360×300)=1216mm2

选用11  12即（  12@250），As=1243mm2

③截面3-3

  M3= (P jmax +P jmin)(b-bt)2(2l+at)

    =×(222.68+1.16)×(3.0-0.40)2×(2×3.0+0.5)

    =377.01KN·m

As3=M 3/(0.9ho1×fy)=377.01×106/(0.9×710×300)=1966mm2

选用18  12，即（  12@160），As=2034mm2

④截面4-4

  M4=（Pjmax+Pjmin）(b-bb1)2(2l+at1)

     =×(222.68+1.16)×(3.0-1.7)2*(2×3+1.7)

     =111.65KN·m

  As4=M4/(0.9ho1×fy)=111.65×106/(0.9×360×300)=1149mm2

选用11  12；即（  12@250）  As=1243mm2

综合以上计算结果，B柱下的基础基底配筋以  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。