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一、设计条件

1.1 工程概况

某厂装配车间为一双跨钢筋混凝土厂房，跨度为24米，长度为90.48米，柱顶标高为13.5米，轨顶标高为9.8米，厂房设有天窗，采用两台20t和一台30/5t的A4工作制吊车。屋面防水层采用二毡三油，维护墙采用240mm厚的转砌体，钢门窗，混凝土地面，室内外高差为150mm，建筑剖面图详见图1.

1.2 结构设计资料

自然条件：基本风压值为0.35KN/m2，基本雪压值为0.45 KN/m2 地质条件：厂区自然地坪以下为0.8m厚填土，填土一下为3.5m厚中层

中密粗砂土（地基承载力特征值为250 KN/m2），再下层为粗砂土（地基承载力特征值为350 KN/m2），地下水位在地面下2.5米，无腐蚀性。

1.3 吊车使用情况

车间设有两台20t和一台30/5t的A4工作制吊车，轨顶标高为9.8米，吊车的主要参数如下表： 起重 吊车宽轮距吊车总小车重 最大轮压 最小轮压 度 重 Q(KN) K(m) gk（KN） pmax(KN) pmin(KN) B(m) G(KN) 300/50 6.15 4.8 365 117 280 65 1.4 厂房标准构件选用情况 1.4.1 屋面板

采用1.5X6m预应力钢筋混凝土屋面板，板自重标准值为1.4kN/m2。

1.4.2 天沟板

天沟板自重标准值为12.1KN/块，积水荷载以0.6KN/m计 天窗架

门窗钢筋混凝土天窗架，每根天窗架支柱传到屋架的自重荷载标准 值为27.2

1.4.3 屋架

采用预应力钢筋混凝土折线型屋架，自重标准值为106KN/榀。

1.4.4 屋架支撑

屋架支撑的自重标准值为0.05kN/m2

1

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1.4.5 吊车梁

吊车梁为先张法预应力钢筋混凝土吊车梁，吊车梁的高度为 1200mm，自重标准值为44.2kN/根。轨道及零件重标准值为1kN/m， 轨道及垫层高度为200mm。

1.4.6 基础梁

基础梁尺寸；基础梁为梯形截面，上顶面宽300mm，下底面宽 200mm，高度450.每根重16.7KN。

1.5 材料选用 1.5.1柱

混凝土：采用40

钢筋：纵向受力钢筋采用HRB400，箍筋采用HRB335. 1.5.2 基础

混凝土：采用C40

钢筋：采用HRB335级钢。 1.5.3 屋面做法

20厚1：3水泥砂浆找平层（重力密度为20 KN/m3） 冷底子油两道隔气层0.05 KN/m2

100厚泡沫混凝土隔热层（抗压强度4MPa，重力密度5 KN/m3） 15厚1:3水泥砂浆找平层（重力密度20 KN/m3）

1.6 屋面或则在标准值的取值

q0.4kN/m2

1.7 相关建筑材料的基本数据

3kN/m 钢筋混凝土容重 25 3kN/m 水泥砂浆容重 20 3kN/m 石灰水泥混合砂浆容重 19 3kN/m 240厚双面粉刷机制砖墙重 19

钢门窗自重 0.40kN/m2 防水层自重 0.35 KN/m2 找平层自重 0.40kN/m2

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图1.1 建筑剖面图

二、计算简图的确定

2.1 计算上柱高及柱全高

根据任务书的建筑剖面图：

上柱高Hu=柱顶标高-轨顶标高+轨道构造高度+吊车梁高 =13.5-9.8+1.2+.02=5.1m

标高=吊车梁顶标高-吊车梁高=13.5-0.2-1.2=12.1m

全柱高H=柱顶标高—基顶标高=13.5-（-0.5）=14.0m 下柱高Hl=H-Hu=14.0-5.1=8.9m λ= Hu/H=5.1/14=0.3

2.2 初步确定柱截面尺寸

根据柱的高度、吊车起重量及工作级别等条件，可确定柱的截面尺寸，见表2.1。

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表2.1 柱截面尺寸及相应的计算参数

计算参数 截面尺寸/mm 柱号 矩400500 上柱 A，C 下柱 I4001000*100*150 矩500600 上柱 B 下柱 I5001200*100*150 面积/mm 2.0105 1.980105 3.0105 2.500105 2惯性矩/mm 41.7108 256.34108 90108 496.51108 4自重/kN/m 5.0 4.95 7.5 6.25

排架计算单元和计算简图如下图所示。

图2.1 计算单元和计算简图

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三、荷载计算

3.1 恒载

3.1.1 屋盖结构自重

二毡三油防水层 0.35 KN/m2 100厚泡沫混凝土隔热层 0.5 KN/m2 20m厚1：3水泥砂浆找平层 0.4kN/m2 冷底子油两道隔气层 0.05 KN/m2

24N/m预应力混凝土屋面板（包括灌缝） 1.k

15厚1:3水泥砂浆找平层 0.3 KN/m2 屋盖支撑 0.05kN/m2

3.05 KN/m2

G1=1.2*（3.05*6*24/2+106/2）=327.12Kn

3.1.2 柱自重 A、C柱

上柱 G4A= G4C =1.2×5×5.1=30.60kN 下柱 G5A= G5C =1.2×4.95×8.9=52.87kN

B柱

上柱 G4B=1.2×7.5*5.1=27.36KN 下柱 G5B=1.2×6.25×8.9=52.87kN

3.1.3 吊车梁及轨道自重

G3=1.2*(45.5+1*6)=61.8KN

各项恒荷载作用位置如图3.1所示。

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图3.1 荷载作用位置图(单位:kN）

3.2 屋面活荷载标准值

屋面活荷载标准值为0.5 KN/m2，雪荷载标准值为0.45 KN/m2，后者小于前者，故仅按前者计算。作用于柱顶的屋面活荷载设计值为

Q1=1.4*0.5*6*24/2=50.40KN

Q1的作用位置与G1作用位置相同，如图3.1所示。

3.3 风荷载

某地区的基本风压wo=0.35kN/m2，对q1,q2按柱顶标高13.5m考虑，查规范得z1.098，对Fw按天窗檐口标高14.8m考虑，查规范得z1.134。屋顶标高15.80m考虑，查规范得z1.158。天窗标高20.12m考虑，查规范得

z1.252。风载体型系数s的分布如图下

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图3.2 风荷载体型系数及排架计算简图

则作用于排架计算简图(图3.2）上的风荷载设计值为：

q1kQszw0B1.40.81.0980.3562.58kN/m()q

2kQszw0B1.40.41.0980.3561.29kN/m()FwQ[(1s2s)h1z(3s4)shz2]wz01.4[(0.8+0.4)1.134(14.)8-11.31.558)m(+1(5-.08

.-21+(0.6+0.5+0.6+0.2)1.2520(200..3152K-21N5/.m18)6m.=25.58KN3.4 吊车荷载

根据B与K及支座反力影响线，可求得

图3.3 吊车荷载作用下支座反力影响线

7

.84)m1.

+40.0]m单层工业厂房结构课程设计

3.4.1 吊车竖向荷载

由公式求得吊车竖向荷载设计值为：

Dmax,kQPmax(y1y2y3y4)

=1.4×280×（1+0.267+0.8+0.067）=836.5KN

DminPminDmax65/280836.5194.2KN Pmax3.4.2 吊车横向水平荷载

作用于每一个轮子上的吊车横向水平制动力为：

11T(Qg)0.1(300kN117kN)10.43kN

44作用于排架柱上的吊车横向水平荷载设计值为：

TmaxQTyi1.410.432.13431.2KN

其作用点到柱顶的距离

y=Huhe5.11.23.9m,y/Hu3.9/5.10.765

四、内力计算

4.1 恒载作用下排架内力分析

该厂房为两跨等高排架，可用剪力分配法进行排架内力分析。其中柱的剪力分配系数i计算，见表4.1。

表4.1 柱剪力分配系数 柱别 nIuIl HuH C03[13(1n1)] H3C0EIl C02.48,2.0610 i1i1i A、C n0.109,0.3柱 11H3EH3E0.286 B 柱 n0.281,0.3 C02.815,1.3810110.428 在G1作用下：

G1G1327.12KN G2G3G4A92.40KN G3G5A52.87KN G42G1654.24KN G5G4B2G3169.50KN

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G6G5B66.75KN

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对A、C柱，已知n0.109,0.295由规范公式：

1)33n0.1092.321 C1112213(1)10.33(1)n0.10912(1)10.32(11C33212310.320.934

11213(1)10.33(1)n0.109因此，在M1和M2共同作用（即在G1作用下）柱顶不动铰支承的反力

RAR1R2C1M1MC228.27kN HHRC8.27kN

图4.1 恒载作用下排架内力图

4.2 在屋面活荷载作用下排架内力分析

4.2.1 AB跨作用屋面活荷载

排架计算简图如图2.1a所示，其中Q1=40.32KN，它在柱顶及变阶处引引起的力矩为：

M1A50.40.052.52kNm

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M2A50.40.2512.6kNm

M1B50.40.156.048kNm

对A柱，C1=2.321，C3=0.934

RAM1AM2.522.32112.60.934C12AC31.26kN HH14对B柱，C1=1.721

M1B6.0481.721C10.743kN H14则排架柱顶不动铰支座总反力为：

RBRRARB1.260.7432.003kN

将R反向作用于排架柱顶，计算相应的柱顶剪力，并与柱顶不动铰支座反力叠加，可得屋面活荷载作用于AB跨时的柱顶剪力，即

VARAAR1.260.2862.0030.687kN VBRBBR0.7430.4282.0030.114kN

VCCR0.2862.0030.573kN

图4.2 AB跨作用屋面活荷载时排架内力图

4.2.2 BC跨作用屋面活荷载

由于结构对称，且BC跨与AB跨作用的荷载相同，故只需将图4.2中个内力图的位置及方向调整一下即可，如图4.3所示。

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图4.3 BC跨作用屋面活荷载时排架内力图

4.3 吊车荷载作用下排架内力分析 4.3.1 Dmax作用在A柱

A柱：Mmax,kDmax,ke3603.50.3181.05kNm

B柱：Mmin,kDmin,ke3179.30.75134.48kNm

M181.05KN.m1.13215.KN 对A柱C31.132 RAAC3H12.9m3121.285 对B柱C3213(11)nM134.K45Nm.1.28513K.4N0 ) RBBC( 3H12.m9RRARB15.KN13.40KN2.49KN( )

排架各柱顶剪力分别为：

VARAAR15.KN0.2862.49KN15.18KN( ) VBRBBR13.40KN0.4292.49KN14.47KN( )

VCCR0.2862.49KN0.71KN( )

排架各柱的弯矩图，轴力图和柱底剪力值如图4.4所示。

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图4.4 Dmax作用A柱时排架内力图

4.3.2 Dmax作用在B柱左

MADmine3179.26kN0.3m53.78kN.m MBDmaxe3603.50kN0.75m452.63kN.m

柱顶不动铰支座反力RA，RB及总反力R分别为：

RAMA53.78KN.mC31.1324.72KN( ) H12.9mM452.63KN.mRBBC31.28545.09KN( )

H12.9mRRARB4.72KN45.09KN40.37KN( )

各柱顶剪力分别为：

VARAAR4.72KN0.28640.37KN16.27KN( ) VBRBBR45.09KN0.42940.37KN27.77KN( )

VCCR0.28640.37KN11.55KN( )

排架各柱的弯矩图，轴力图及柱底剪力值如图4.5所示

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4.3.3 Dmax作用在B柱右

Dmax作用B柱左时排架内力图 图4.5

根据结构对称性及吊车吨位相等的条件，内力计算与Dmax作用于B柱左的情况相同，只需将A，C柱内力对换并改变全部弯矩及剪力符号，如图4.6所示。

图4.6 Dmax作用B柱右时排架内力图

4.3.4 Dmax作用于C柱

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同理，将作用于A柱情况的A，C柱内力对换，并注意改变符号，可求得各柱的内力，如图4.7所示。

Dmax作用C柱时排架内力图 图4.7

4.3.5 Tmax作用在AB跨柱

对A柱 n0.109,0.287 a=（3.8-1.2）/3.8=0.632 对A柱C50.629，则

RATmaxC520.70.62913.02kN

对B柱C50.69，则

RBTmaxC520.70.6914.3kN

排架柱顶总反力R为：

RRARB13.0214.327.32kN 各柱顶剪力为：

VARAAR13.020.28627.325.23kN VBRBBR14.30.42827.322.55kN

VCCR0.28627.327.79kN

Tmax作用在AB跨的M图、N图如图4.8所示。

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图4.8 Tmax作用于AB跨时排架内力图

4.3.6 Tmax作用在BC跨

由于结构对称及吊车吨位相等，故排架内力计算与Tmax作用AB跨情况相同，仅需将A柱与C柱的内力对换，如图4.9所示。

图4.9 Tmax作用于BC跨时排架内力图

4.4 风荷载作用下排架内力分析

4.4.1 左吹风时

对A、C柱 n0.109,0.287

11[14(1)][10.2874(1)]33n0.109C110.329 31181(n1)]8[10.2873(1)]0.109RAq1HC113.9412.90.32916.72KNRCq2HC111.9712.90.3298.36KN

RRARBFW16.728.3655.9881.06kN

各柱顶剪力分别为:

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VARAAR16.720.28681.066.46kN VCRCCR8.360.28681.0614.82kN

VBBR0.42881.0634.69kN

风从左向右吹风荷载作用下的M、N图如图

图4.10 左吹风时排架内力图

4.4.2 右吹风时

计算简图如4.11a所示。将图4.10b所示A,C柱内力图对换且改变内力符号后可得，如图4.11b所示。

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图4.11 右吹风时排架内力图

五、最不利荷载组合

内力组合按式（2.5.19）~式（2.5.21）进行。除Nmax及相应的M和N一项外，其他三项均按式（2.5.19）和式（2.5.20）求得最不利内力值；对于Nmax及相应的M和N一项，IIII和IIIIII截面均按（1.2SGk1.4SQk）求得最不利内力值，而II截面则是按式（2.5.21）即（1.35SGkSQk）求得最不利内力。 对柱进行裂缝宽度验算时，内力采用标准值。

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柱号及正向内力 荷载类别 序号 II 恒载 ① 表5.1 A柱内力设计值汇总表 屋面活载 吊车竖向荷载 吊车水平荷载 Dmax Dmax在Dmax在在B柱DmaxTmax在ABTmax在AB跨 BC跨 A柱 B柱左 在C柱 跨 BC跨 右 ② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ ⑧ ±9.11风荷载 左风 ⑩ 右风 11 ○⑨ M 15.86 0.526 2.242 -57.49 -61.6 43.74 -2.66 N 331.68 40.32 N 391.92 50.4 0 M -49.17 -12.1 2.74 0 M 25.91 -4.8 9.29 N 443.13 0 50.4 V IIII IIIIII 8.27 0.8 0.72 0 123.56 603.5 -14.13 603.5 -15.18 0 0 0 -7.82 43.74 -2.66 0 0 179.26 -153.33 148.5 -9.03 0 0 179.26 -16.27 11.55 -0.71 -70.26 0 0 0 0 52.99 -70.26 ±9.11 ±29.6 0 0 0 0 ±149.88 ±100.49 246.45 -354.39 0 0 0 0 44.57 －40.2 ±15.47 ±7.79 52.99 ±29.6 注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

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表5.2 A柱内力组合表 截面 M +Mmax及相应的N,V -Mmax及相应的N,V Nmax及相应的M,V ①54.04 ①+0.9[②+125.7 +0.9[0.8(⑤-117.8 ①+0.9[②+③+0.9(⑥++⑦)+0.9⑨③+0.9⑥] ⑨)+⑩] 377.04 331.68 377.04 11] +○①+0.9[③+0.8(④+⑥)+0.9⑨+⑩] 145.42 826.44 474.21 877.65 ①+0.9[③58.95 +0.8×（⑥+④）+0.9⑧+341.81 ⑩] 679.6 43.09 ①+0.9[②+0.8(⑤+⑦)+0.9⑧11] +○Nmin及相应的M,V ①+0.9[③+0.9(⑥+⑨)+⑩] ①+0.9[0.9(⑦11] +⑨)+○MK, NK 91.33 备注 125.24 331.68 -138.53 II N M 276.4 IIII N M N V ①+0.9[②+0.8(⑤+⑦)+0.9⑨11] +○-154.8 566.35 -537.1 617.56 -53.39 -380.56 493.87 -36.12

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62.03 ①+0.9×④ 935.07 13.19 986.28 ①+0.9× ④ -5.39 12.51 757.24 -2.87 391.92 457.74 443.13 IIIIII MK NK VK ①+0.9[③+0.9(⑥+⑨)+⑩] .7 330.04 369.28 47.2

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表5.3 B柱内力设计值汇总表 屋面活载 吊车竖向荷载 柱号及正向内力 荷载类别 恒载 作作用在 用在 AB跨 BC跨 ② -7.86 50.4 -7.86 50.4 ③ 7.86 50.4 7.86 50.4 DmaxDmaxDmax吊车水平荷载 DmaxTmaxTmax风荷载 左风 ⑩ 右风 11 ○作用 在A柱 ④ 54.87 0 序号 ① 作 用在 B柱左 ⑤ 作 用在 B柱右 ⑥ 作 用在 C柱 ⑦ 作 用在 AB跨 ⑧ 作 用在 BC跨 ⑨ M II 0 105.34 -105.34 -54.87 ±19.29 0 0 0 ±19.29 132.54 -132.54 0 N 654.24 0 0 0 -132.54 M IIII 0 -79.58 -347.29 347.2 179.26 603.5 603.5 79.58 ±19.29 179.26 ±19.29 132.54 0 0 N 774.72 0 0 20

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M 0 -8.46 50.4 -0.073 8.46 50.4 0.073 51.83 179.26 14.44 -95.04 603.5 27.72 95.04 -51 .83 184.46 184.46 449.95 -449.95 603.5 179.26 0 0 18.15 IIIIII N 828.66 0 34.88 0 -34.88 V 0 -27.72 -14.44 18.15 注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

21

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表5.4 B柱内力组合表 截面 II M N +Mmax及相应的N,V ①+0.9[③ +0.9(⑤+227.31 ⑧)+⑩] 699.6 -Mmax及相应的N,V ①-227.31 +0.9[②+0.9(⑧+11] ⑥)+○699.6 IIII M N ①+0.9[③ +0.9(⑧+⑥) 423.29 +⑩] 1308.92 ①+0.9[③+0.8×（⑥+④）+0.9⑧+⑩] 667.73 ①+0.9[②+0.9(⑤+11] ⑨)+○-423.29 1308.92 -667.73 1437.61 -36.6 -476.95 1125.51 -26.14 M N V MK NK VK ①+0.9[②1437.61 +0.8(⑤+36.6 ⑦)+0.9476.95 1125.51 11] ⑧+○ Nmax及相应的M,V ①171.29 +0.7[②+③+0.9724.8 (⑤+⑨) +⑩] ①0 +0.8× (⑤+1740.32 ⑥) ①0 +0.81794.26 × (⑤+0 ⑥) 0 1380.26 0 Nmin及相应的M,V ①210.04 +0.9[0.9(⑤+⑩)+ ⑧] 654.24 MK, NK 备注 ①+0.9[0.9⑧+⑩] 134.91 774.72 ①+0.9(0.9⑨+⑩) 554.37 828.66 46.09 395.97 690.55 32.92 IIIIII4 26.14 注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN22

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六、柱截面设计

6.1 A柱的截面设计

6.1.1 柱在排架平面内的配筋计算

表6.1 柱在排架平面内的计算参数 1 截内力组 eie0 面 h0 1--1 3--3 M N M N M N 125.24 331.68 377.59 474.21 877.65 540.32 -537.1 617.56 869.7 360 860 860 397.59 570.32 9.7 1 1 1 9.1 9.1 7.6 l0 h 400 900 900 0.96 1.05 1.05 2 1.22 1.12 1.07 注 1. e0M/N,eie0ea,ea20、h/30的较大者，考虑吊车荷载 2. l02.0Hu(上柱） ，l01.0Hl,不考虑吊车荷载时，l01.5H。 3. .[1l1 (0)212],对于单厂为有侧移结构1400ei/h0h 截面 1-1 3-3 表6.2 柱在排架平面内的配筋计算 eih0b  e x 内力组 偏心 情况 125.24 M 397.59 1.22 5.1 58 198 大偏331.68 N 压 474.21 M 877.65 570.32 1.12 1048.8 139.473 大偏N 7 压 -537.1 M 1.07 1372.7 108 473 大偏617.56 9.7 N 压 综上所述:下柱截面选用5Ф22（1900mm2） 6.1.2 柱在排架平面外的承载力验算

上柱，Nmax =331.68kN,考虑吊车荷载时，按规范有

AsAs(mm2) 计算 1070.1 1320 1597.3 实配 3Ф22 （1140） 4Ф22 （1520） 5Ф22 （1900） 'l0760019 b40023

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由规范知0.78

Nu(fcAc2fyAs)0.78(14.340040023001140)2318.16kNNmax=331.68kN

下柱Nmax=877.65,当考虑吊车荷载时，按规范有

IIl19.538109mm4A1.875105mm2Il19.538109 i322.804mmA1.875105l0910028,则1.0i322.804Nu(fcAc2fyAs)1.0(14.31.87510523001900)3821.25kNNmax877.65kN 故承载力满足要求。 6.1.3 裂缝宽度验算

上柱As=1140mm2,下柱As=1900mm2,Es=2.0105N/mm2；构件受力特征系数

cr2.1；混凝土保护层厚度c取25mm。验算过程见表6.3。

相应于控制上、下柱配筋的最不利内力组合的荷载效应标准组合为：

柱截面 内力 标准值 表6.3 柱的裂缝宽度验算表 上柱 91.33 276.4 330.4 0.014 2下柱 341.81 679.6 503 0.021 1 913 0.523 MkkNm NkkN e0MkNkmm teAs0.5bhbfbhf s11l04000e0h0h 1.1 523.44 0 ese0h2amm fhfbfb/bh 2h0z0.870.121fh0emm 24

292.75 704.7

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skNk(ez)(N/mm2) zAs0.65ftk 191.1 105.73 ψ=1.1tesk0.61 0.511 0.070.3满足要求 wmaxcrskEs(1.9c0.08deqte) 0.210.3 满足要求 6.1.4 柱箍筋配置 非地震区的单层厂房柱,其箍筋数量一般由构造要求控制.根据构造要求,上、下柱均选用Ф8@200箍筋。

6.2 B柱截面设计 6.2.1上柱配筋计算

由内力组合表可见，上柱截面有四组内力，取h0＝600－40＝560mm，附加弯矩ea=20mm（等于600／300），四组内力都为大偏心，取偏心矩较大的的一组．即：

M=227.31kN.m N=699.6kN 吊车厂房排架方向上柱的计算长度 l0=2X3.8m=7.6m。

eo=M/N=227.31/699.6=325mm,ei=e0+ea=325+20=345mm

由l0/h=7600mm/600mm=12.67>5，故应考虑偏心距增大系数

0.5fcA0.514.3N/mm2400mm600mm1===2.453>1.0

N699600N 取1=1.0.

l7600mm2=1.150.010=1.150.01=1.0231.0221.0h600mm,取

176002l01()1.01.0 ==112ei345600h14001400h056012 =1.186

=

699600N0.218 =

1fcbh01.014.34005602a'sh025

80mm0.143

560mm

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ei1.41354.7mm500.13mm0.3h0168mm，NbN627.KN

取x=2as'进行计算

600eih/2a's1.41 354.7mm+600mm/2-40mm=760.13mm 1.18634540149.2mm

280xNe1fcbx(h0)6996001.014.340080(560)2)22131.91/2627078011.9400131.91(560698mmAsA's1151mm2''300(56040)40)fy(h0as)300(560

选3 20 As=942mm2 则As4006000.39000.200，满足要求 (bh)垂直于排架方向柱的计算长度l0=1.25X3.8m=4.75m， 则l0/b4750/6007.9168 1.0 0

N0.9(fcAf'yA's)0.911.9/mm400mm0.91.001.0((14.3N400600mm3006007632)300N/mm1473mm2=

3500.8kNNmax724.8kN

满足弯矩作用平面外的承载力要求。 6.2.2 下柱的配筋计算

取ho100040960mm，与上柱分析方法类似，选择下列两组不利内力：

M=667.73kN*m M=554.37kN*m N=1437.61kN N=828.66kN

（1） 按M=667.73kN*m，N=1437.6kN计算

下柱计算长度lo=1.0 Hc=9.1m,附加偏心距ea=1000/30=33mm(>20mm) B=100mm, bf'=400mm, hf'=150mm

667.739.15故应考虑偏心距增大系数，取ξ2=1.0 Eo=M/N= 1437.60.5fcA0.514.3[10010002(400100)150]

1=0.945 N1.437600=111400eiho(ho2191002)121()1.00.9451.108

497h10001400960ei=1.108497550.7mm0.3ho288mm

26

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故为大偏心受压。 x=

N1fc(bf'b)hf'1fcb

14376001.014.3(400100)150555.3mm =1.014.3100

h1000eeias550.7101010.7mm221'x''Ne1fc(bfb)hf(hohf)1fcbx(ho)'22AsAs'=fy(hoas)14376001010.71.014.3(400100)150(960150555.3)1.014.31000555.3(960)22300(96040) =1238mm2

（2）按M=554.37kN*m,N=828.66kN

计算方法与上述相同，计算过程从路，As=As'=930mm2 综合上述计算结果，下柱截面选用4 20(As=1256mm2)

6.2.3 柱裂缝宽度验算

方法同A柱，经验算表明裂缝宽度合格。 6.2.4 柱箍筋配置

非地震区的单层厂房柱，其箍筋数量一般由构造要求控制。根据构造要求，上下柱均选用 ８@200箍筋。

七、牛腿设计

7.1 A柱牛腿设计

根据吊车梁支承位置、截面尺寸及构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图7.1所示。其中牛腿截面宽度b=400mm，牛腿截面高度h=600mm, h0=565mm。

27

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图7.1 牛腿尺寸简图

7.1.1 牛腿截面高度验算

2 =0.65, ftk2.01N/mm，Fhk0(牛腿顶面无水平荷载), a150mm20mm130mm0，取a0，Fvk按下式确定：

Fvk 则：

Dmax,kQG4kG54360.24438.06kN 1.41.2(10.5Fhkftkbh02.01400565)0.65590.54kNFvk

aFvk0.50.5h0 故牛腿截面高度满足要求。 7.1.2 牛腿配筋计算

由于a150mm20mm130mm0, 因而该牛腿可按构造要求配筋。

2Abh0.002400mm600mm480mmsmin根据构造要求，，实际纵向钢筋

2(A804mm) s取4Ф16

由于a/h00.3，则可以不设置弯起钢筋，箍筋按构造配置，牛腿上部2h0/3

范围内水平箍筋的总截面面积不应小于承受Fv的受拉纵筋总面积的1/2。箍筋为

8@100。

7.1.3 牛腿局部承压验算

设垫板尺寸为400×400mm,局部压力标准值：

60.24FVKDmax,kG4k603.5653.7kN

1.2故局部压应力sk满足要求。

28

FVK6537004.09N/mm20.75fc10.73N/mm2 A400400单层工业厂房结构课程设计

7.2 B柱牛腿设计

对于B柱牛腿根据吊车梁支承位置，截面尺寸及构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图7.2所示。其中牛腿截面宽度b=400mm，牛腿截面高度h=1050mm，h01015mm

图7.2 牛腿尺寸简图

7.2.1 牛腿截面高度验算

其中0.65,ftk2.01N/mm2,Fhk0, a=250mm+20mm=270，Ftk按下式确定：

Ftk

DmaxQG3G603.5KN60.24KN 480.27KN1.41.2603.560.24481.27kN1.41.2Fbkftkbh01.78N/mm400mm1015mm2.0140021015(10.5)0.650.65692.48kNFvk1762.6Ftk270270Ftk0.5a0.50.5h010151015

故牛腿截面高度满足要求

7.2.2 牛腿配筋计算

AsFva699600305270663740782730mm22 mm0.8530030010150.85fyh00.851015As=ρminbh=0.002×400×1050=840mm2

按840mm2配筋，选用4 18（As=1017mm2），水平箍筋选用Φ8@100.

29

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八、柱的吊装验算

8.1 A柱的吊装验算

8.1.1 柱的吊装参数

采用翻身起吊。吊点设在牛腿下部，混凝土达到设计强度后起吊。柱插入杯口深度为h10.9900mm810mm,取h1850mm,则柱吊装时总长度为5.1+8.9+0.85=14.85m，计算简图如图8.1所示。

3 22q2q3q19004002215 22l3=97503610M3600M23800M11400图8.1 柱吊装计算简图

8.1.2 内力计算

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即

q1Gq1k1.51.354.0kN/m8.1kN/m

q2Gq2k1.5(0.4m1.0m25kN/m3)20.25kN/m

q3Gq3k1.51.354.69kN/m9.50kN/m

在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：

112M1q1HU8.1kN/m3.82m252.49kNm

2211M28.1kN/m(3.8m0.6m)2(20.25kN/m8.1kN/m)0.62m273.63kNm221 由MBRAl3q3l32M20得:

2M1173.63kNmRA=q3l329.50kN/m9.75m38.76kN

2l329.75m1M3= RAx-q3x2

230

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令

dM3RAq3x0得xRA/q338.76kN/9.5kN/m4.08m则下柱

,dx

段最大弯矩M3为：

19.50kN/m3.062m279.09kNm 2柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表8.1

表8.1 柱吊装阶段承载力及裂缝宽度验算表 柱截面 上柱 下柱 M(Mk)/(KN.m) 52.49（39.25） 73.63（54.54） 90.43>0.9X52.49=556>0.9X73.63=MufyAs(h0as')/(KN.m) 47.24 66.27 skMk/(0.87h0As)/(N/mm2) 133.04 48. M338.76kN4.08m 1.10.65-0.48<0.2，取tesk0.2 0.16<0.2 0.03<0.2 deqskcr(1.9c0.08)/mm (满足要求) （满足要求） Este ftk 0.26 wmax 8.2 B柱的吊装验算

采用翻身起吊，吊点设在牛腿下部，混凝土达到设计强度后起吊，可得柱插入杯口深度为hf0.91000mm900mm，取hf950mm，则柱吊装时总长度为5.1+8.9+0.95=14.95m，计算简图如图8.2所示。

3 20q2q3q110004002214 20l3=97503610M3600M23800M11400

图8.2柱吊装计算简图

31

单层工业厂房结构课程设计

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即

KN/m12.2KNm1.51.351.350.656.0kN/m12.20kN//m q1Gq1k1.5 q2Gq2k1.5 /m1.51.35(0.4(0.41.2.15m25/m2/)m30.4kN/m1.35mkN25KN)42.53KN1.51.351.354.944.96KNkN//m.0kNm q3Gq3k1.5m1010.0KN//m 在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：

112KNm233.8.12.2512./2.82mkN888.088m.1KN.m M1q1Hu2022 11M212.2KN/m(3.8m1.05m)2(42.53KN/m12.2KN/m)1.0522 2

1(30.4KN/m12.2KN/m)1.052m2153.5kNm2

1由MBRAl3q3l32M20得：

2153.5M111160.21KN.m108.9/27RAq3l3210.0KNm9.45m.25kN .21KN8.92l3229.45m1 M3RAxq3x2

227.25/10.0KN/m6.42mdM32.73m，则下柱段最大弯RAq3x0，得xRA/q3.21KN令

10dx矩M3为：

1M32.7.252.73102.73231.13kNm2

柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表8.2

表8.2 柱吊装阶段承载力及裂缝宽度验算表 柱截面 上柱 下柱 M(Mk)/(KN.m) 88.1（65.26） 153.5（113.7） MufyAs(h0as')/(KN.m) 147>0.9×346.7>0.9×88.1=79.29 153.5=138.2 skMk/(0.87h0As)/(N/mm2) 142.3 108.4 ftk 1.10.65 -0.048<0.2，0.173<0.2取0.2 tesk取0.2 deqskwmaxcr(1.9c0.08)/mm0.07<0.2(满足要求) 0.037<0.2（满足要Este求） 32

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九、基础设计

GB 50007—2002《建筑地基基础设计规范》规定，对于6m柱距的单层多跨厂房，其地基承载力特征值100kN/m2fak130kN/m2，吊车起重量

150~200KN，厂房跨度l24m，设计等级为丙级时，可不做地基变形验算。本设计满则上述要求，故不需做地基变形计算。 基础混凝土强度等级采用C40。

9.1 A柱基础设计

9.1.1 作用与基础顶面上的荷载计算 作用于基础顶面上的荷载包括柱底（IIIIII截面）传给基础的M，N，V，以及外墙自重重力荷载。前者可由表5.2中的IIIIII截面选取，见表9.1，其中内力标准组合值用于地基承载力验算，基本组合值用于受冲切承载力验算和底板配筋计算，内力的正号规定见图9.1。

表9.1 基础设计的不利内力 组别 荷载效应基本组合 荷载效应标准组合 N/KN V/KN Mk/(KN.m)Nk/KNM/(KN.m)Vk/KN 第一组 第二组 第三组 474.21 -537.1 13.19 877.65 617.56 986.28 58.95 -53.39 -5.39 314.81 -380.36 12.51 679.6 493.87 757.24 43.09 -36.12 -2.87 240900400Nw180015000ewNMV350400400+0.00036005100h-1.6506000b图9.1 基础荷载示意图

33

100d单层工业厂房结构课程设计

由图9.1可见，每个基础承受的外墙总宽度为6.0m，总高度为15.00m，墙体为240mm实心砖墙（5.3KN/m3），钢门窗（0.4KN/m2），基础梁重量为（300mm+200mm）X500mm/2=18.75KN/根。每个基础承受的由墙体传来的重力荷载为:

240mm厚砖墙

19KN/m20.24m[6m15.00m(5.1m1.8m)3.8m]297.13KN

2钢门窗 0.4KN/m(5.m11.m8)m3.8N94 K9.KN5 基础梁 18.7 Nwk325.82KN

Nwk距基础形心的偏心距ew为：

ew(240mm900mm)/2570mm Nw1.2Nwk1.2325.82KN390.98KN

9.1.2基础尺寸及埋置深度

9.1.2.1 按构造要求拟定高度h

hh1a150mm

柱的插入深度h10.9hc0.9900mm810mm800mm，取h1850mm， 由杯底厚度a1应大于200mm，取a1250mm，则 h=850mm+250mm+50mm=1150mm。

基础顶面标高为-0.500m，故基础埋置深度d为： d=h+0.5m=1.15m+0.7m=1.850m

杯壁厚度t300mm，取325mm，基础边缘高度a2取350mm，台阶高度取400mm。

9.1.2.2 拟定基础底面尺寸 取Abl4m3.6m14.4m2 9.1.2.3 计算基底压力及验算地基承载力

2GkmdA20KN1.851.85mm14.415.2m532.8562.4KN20kN/m3mkN

11122263.6m424m169.6Wlb2mmm3m3 666 基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表9.2；按式（2.7.8）验算地基

34

单层工业厂房结构课程设计

承载力，其中1.2fa=1.2×180kN/m2=216kN/m2,验算结果见表9.2。可见,基础底面尺寸满足要求。

表9.2 基础底面压力计算及地基承载力验算表 类别 第一组 第二组 第三组 341.81 -380.56 12.51 Mk/(kN.m) 679.6 493.87 757.24 Nk/kN 43.09 -36.12 -2. Vk/kN Nbk(NkGk)/kN Mbk(MkVkh)/(kN.m) 1538.22 205. 128.24 85.39 1352.49 -607.80 157.23 30.61 93.7<180 157.2<216 1615.86 -176.53 130.60 93.82 112.2<180 130.6<216 pk,maxpk,minNM(bkbk)/(kN/m2) AW106.8<(pk,maxpk,min)p/kNfa/kN180 2 pk,max/kN1.2fa/kN128.2<216 9.1.3 基础高度验算

这时应采用基底净反力设计值pj,pj,max和pj,min可按式（2.7.3）计算，结果见表9.3。对于第二组内力，按式（2.7.3）计算时，pj,min0，故对该组内力应按式（2.7.7）计算基底净反力，即：

表9.3 基础底面净反力设计值计算表 类别 第一组 第二组 474.21 -537.1 M/(KN.m) 877.65 617.56 N/KN 58.95 -53.39 V/KN NbN/kN MbMVh/kN..m pmaxNM(bb)/(kN/m2) pminAW

第三组 13.19 986.28 -5.39 1377.26 -215.87 118.13 73.15 1268.63 319.14 121.34 54.86 35

1008.54 -821.36 157.48 0 单层工业厂房结构课程设计

821.360.814m

1008.54b4a=e0.8141.186m 22e=

由式（2.7.7）得：

2Nb21008.54157.48kN/m2 3la33.61.186 因台阶高度与台阶宽度相等（均为400mm），所以只需验算变阶处的受冲切承载力。变阶处受冲切承载力计算简图如图9.2所示，变阶处截面有效高度

pj,maxh0750mm(40mm5mm)705mm。

因为at2h01200mm2705mm2610mml3600mm，故A按下式 计算，即：

bblab4.01.73.62.6Alth0l0.7053.61.352m

222222由式（2.7.10）得：

22FlpjAl155.61.352210.37kN

a11.2m，因为a12h02610mml3600mm，故取abl2.61m，由式（2.7.11）得：

am1.22.61/21.9m

h=750mm<800mm,取bp1.0;ft1.1N/mm2，则由式（2.7.9）得：

0.7hpftamh00.71.01.119007051031.415103N1031.415kNFl210.37kN故基础高度满足要求。

9.1.4 基础底板配筋计算

9.1.4.1柱边及变阶处基底反力计算

基础底板配筋计算时长边和短边方向的计算截面如图9.2所示。三组不利内力设计值在柱边及变阶处的地基净反力计算见表2.10.11.其中第1，3组内力产生的基底反力示意图见图9.2，第2组内力产生的基底反力示意图见图2.10.20；用表列公式计算第2组内力产生的pj,I和pj,III 时，相应的2.45/4和2.85/4分别用2.202/3.752和2.602/3.752代替，且pj,max0。

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NwNVIIIIMNbbIVIIIIIIPj,minPj,PjIPjII图9.2 变阶处的冲切破坏截面及基础底板配筋计算截面

9.1.4.2 柱边及变阶处弯矩计算

M1pj,maxpj,II242(bb2c)(2llc)

124123.464.00.9223.60.4375.71kN/m

Mpj,maxpj,IIIIII1242(bb2c)(2llc)

124131.764.00.9223.61.2443.17kN/m

37

IVII

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表9.4 柱边及变阶处基底净反力计算 公式 第一组 第二组 2.45 pjI[pj,min(pj,maxpj,min)]/(KN/m2)95.58 91.32 4 pjIII[pj,min2.85 (pj,maxpj,min)]/(KN/m2)102.23 4 第三组 100.70 105.20 109.42 111.67 95. 107.91 123.46 131.76 77.8 pj,maxpjI2pj,maxpjIII2(KN/m2) (KN/m2) pj,maxpj,min2(KN/m2) 108.46 111.79 88.1 MII1pj,maxpj,min(llc)2(2bbc)242

1295.3.60.424.00.9363.18kN/m24

MIV1pj,maxpj,min(llc)2(2bbc)242

9.1.4.3 配筋计算

1295.3.61.224.01.7222.65kN/m24

基础底面受力钢筋采用HPB235级(fy210N/mm2)。长边方向钢筋面积为：

AsⅠ=MⅠ/0.9h0fy=381.80×106/0.9×(1150-45)×210=1828mm2 AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=443.17×106/0.9×(750-45)×210=3326mm2

选用 20@90（As=3770mm2）

基础底板短边方向钢筋面积为：

AsⅡ=MⅡ/0.9(h0-d)fy=363.18×106/0.9×(1150-45-10)×210=1755mm2 AsⅣ=MⅣ/0.9(h0-d)fy=222.65×106/0.9×(750-45-10)×210=1695mm2 选用 14@90（As=1847mm2）

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基础底板配筋图见图9.3，由于t/h2325mm/400mm0.810.75，所以杯壁不需要配筋。

201@90 14@90221A图9.3 基础底板配筋图

9.2 B柱基础设计

9.2.1 作用与基础顶面上的荷载计算

作用于基础顶面上的荷载为柱底（IIIIII截面）传给基础的M，N，V，可由表5.4中的IIIIII截面选取，见表9.5。其中内力标准组合值用于地基承载力验算，基本组合值用于受冲切承载力验算和底板配筋计算，

表9.5 基础设计的不利内力 组别 荷载效应基本组合 荷载效应标准组合 N/KN V/KNMk/(KN.m)Nk/KN Vk/KNM/(KN.m) 第一组 第二组 第三组 667.73 -667.73 0 1437.61 1437.61 1794.26 36.6 -36.6 0 476.95 -476.95 0 1125.51 1125.5 1380.26 26.14 -26.14 0 39

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1000400ew1800150003600NM400+0.000V5100-1.6506000b

图9.4 基础荷载示意图

9.2.2 基础尺寸及埋置深度

9.2.2.1 按构造要求拟定高度h

hh1a150mm

柱的插入深度h10.9hc0.91000mm900mm800mm，取h1950mm，由杯底厚度a1应大于250mm，取a1300mm，则h=950mm+300mm+50mm=1300mm。

基础顶面标高为-0.500m，故基础埋置深度d为： d=h+0.5m=1.30m+0.5m=1.80m

杯壁厚度t350mm，取400mm，基础边缘高度a2取450mm，台阶高

度取450mm。

9.2.2.2 拟定基础底面尺寸

ANk,maxfamd1380.26kN16.4m2 23120kN/m20kN/m1.8m20m2 4m46m24考虑偏心受压，将基础的面积适当放大，取Abl5 9.2.2.3 计算基底压力及验算地基承载力

KNm311.85m15.2562.420kN/m.7m20m2m680kN KN GkmdA20111223m4522mm16.7m3 m16m Wlb2660

100350400hd单层工业厂房结构课程设计

基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表9.6；按式（2.7.8）验算地基承载力，其中1.2fa=1.2×120kN/m2=144kN/m2,验算结果见表9.6。可见基础底面尺寸满足要求。

表9.6 基础底面压力计算及地基承载力验算表 类别 第一组 第二组 第三组 476.95 -476.95 0 Mk/(KN.m) 1125.51 1125.51 1380.26 Nk/KN 26.14 -26.14 0 Vk/KN Nbk(NkGk)/KN Mbk(MkVkh)/(KN.m) 1805.5 508.3 120.7 59.9 90.3<120 1805.5 -508.3 120.7 59.9 90.3<120 120.7<144 0 2060.3 pk,maxpk,minNM(bkbk)/(KN/m2) AW103.0 103.0 103.0<120 103.0<144 p(pk,maxpk,min)21.2fa pk,max 120.7<144

9.2.3 基础高度验算

表9.7 基础底面净反力设计值计算表 类别 第一组 第二组 第三组 667.73 -667.73 0 M/(KN.m) 1437.61 1437.61 1794.26 N/KN 36.6 -36.6 0 V/KN NbN/kN MbMVh/kN..m pmaxNM(bb)/(KN/m2) pminAW1437.61 715.31 114.7 29.1 1437.61 -715.31 114.7 29.1 1794.26 0 .7 .7

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9.2.3.1 柱边截面

1300mmmmh013001300mmmm4545mm1255 h1301255mmmm ,

5140.6Al1.25541.2552.782m22222

2114.7kN.782m319.1kNFlpjAl97.49KN//mm21.126m2109.77KN

2 h=1300mm>800mm,取bp0.965;ft1.1N/mm2，

0.70.9650.9651.11.118551729.8kNF1543.330.7bpftamh00.7N/.mm12551655mm1255mm10NFll

9.2.3.2 变阶处截面

变阶处受冲切承载力计算简图如图9.5所示，变阶处截面有效高度 h095045905mm

1350805mm2960mml故4000mm1400mm229053210mm4000mm 因为at2h0Al按下式计算，即： labbl(b Al(th0)22226.m01.8m4m2.2051543.112)(0.9050.80m5)4( 44.18m222222m)24.2322.7kN/m44.23.18m.4kN则 FlpjAl114 97.49KN/mm479412.3KN1.43.112.255 am(1mmm2m0.988 f t  h=950mm>800mm,取bp0.996;,1.1ftN/mm2,得： N1/.1mm.7.9881.1/22559051552.5kNFl 0.7bpftamh000.701.01.1Nmm2005mm805mm1237.8310N 故基础高度满足要求。

9.2.4 基础底板配筋计算

9.2.4.1 柱边及变阶处基底反力计算

基础底板配筋计算时长边和短边方向的计算截面如图9.5所示。三组不利内力设计值在柱边及变阶处的地基净反力计算见表9.8

42

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NwNVIIIIMbNbIVIIIVIIIIIIPj,minPj,PjIPjII图9.5 变阶处的冲切破坏截面及基础底板配筋计算截面

9.2.4.2 柱边及变阶处弯矩计算

MI1pj,maxpj,I(bbc)2(2llc)242

1297.58kN/m25m1m24m0.6m559.5kN/m24

MIII1pj,maxpj,III(bbc)2(2llc)

24212101.02kN/m25m1.8m24m1.4m405.2kN/m 24

43

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表9.8 柱边及变阶处基底净反力计算 公式 第一组 第二组 80.46 80.46 PjⅠ=pj,min+3/5(pj,max-pj,min)/kN/m2 87.34 87.34 PjⅢ=pj,min+3.4/5(pj,max-pj,min)/kN/m2 pj,maxpjI 97.58 97.58 (KN/m2) 2pj,maxpjIII2(KN/m2) 第三组 .7 .7 .7 .7 .7 101.02 71.9 101.02 71.9 pj,maxpj,min2(KN/m2) MII1pj,maxpj,min(llc)2(2bbc)242 1.kN7242/mm4

m02m5.6m12kN4m75.3

/MIV1pj,maxpj,min(llc)2(2bbc)242

12.7kN/m24m1.4m25m1.8m298.1kN/m24

9.2.4.3 配筋计算

基础底面受力钢筋采用HPB235级(fy210N/mm2)。长边方向钢筋面积为：

AsⅠ=MⅠ/0.9h0fy=559.5×106/0.9×(1300-45)×210=2359mm2 AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=405.2×106/0.9×(950-45)×210=2369mm2

选用 18@100（As=2545mm2）

基础底板短边方向钢筋面积为：

AsⅡ=MⅡ/0.9(h0-d)fy=475.3×106/0.9×(1300-45-10)×210=2020mm2 AsⅣ=MⅣ/0.9(h0-d)fy=298.1×106/0.9×(950-45-10)×210=1762mm2 选用 18@100（As=2545mm2）

4500.mm80.810.75 基础底板配筋图见图9.6，由于t/h2400，所以杯壁不325/mm/4000.75需要配筋。

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181@100 18@100221A图9.6 基础底板配筋图

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