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钢筋混凝土单层厂房课程设计说明书

来源：哗拓教育

钢筋混凝土单层厂房课程设计计算书和说明书

建筑平面示意图如下： BQ1A6009³6000110600一.构件选型

L=24 m（Lk=24-1.5=22.5 m），轨顶标志标高为8.4m，A4级工作级别，软钩桥式吊车Q1=150KN、Q2=200KN两台的工业厂房。 1.屋面板{04G410-1}

一冷二毡三油一砂 0.35 = 0.35 kN/m2 20厚水泥砂浆找平 0.40 = 0.40 kN/m2 屋面恒荷载 = 0.75 kN/m2 屋面活荷载 0.5 kN/m2 荷载组合：

组合一：1.2³0.75+1.4³0.5=1.6 kN/m2

组合一：1.35³0.75+1.4³0.5³0.7=1.5025 kN/m2 选Y-WB-2Ⅲ（中间跨）；YWB-2ⅢS（端跨）。

允许荷载2.05 kN/m2 >1.6 kN/m2 ，满足要求。 2.屋架{04G415（一）}

屋面板的一冷二毡三油一砂 0.35 kN/m2 屋面板的20厚水泥砂浆找平 0.40 kN/m2 屋面板自重 1.4 kN/m2 灌缝重 0.1 kN/m2 屋架钢支撑自重 0.05 kN/m2 恒荷载 2.3 kN/m2 屋面活荷载 0.5 kN/m2 荷载组合：

组合一：1.2³2.3+1.4³0.5=3.46 kN/m2

Q2L组合一：1.35³2.3+1.4³0.5³0.7=3.595 kN/m2 选YWJ24-1Ba（无天窗、挑天沟）允许荷载4.0 kN/m2 >3.595 kN/m2 ，满足要求。屋架自重112.75KN（未包括挑出牛腿部分，挑牛腿部分根据标准图集另外计算自重）。 3.天沟板{04G410-2} 根据屋架24m确定外天沟宽为770mm，根据天沟荷载（天沟自重除外）选天沟型号。沟壁平均厚度80mm。设落水管水平间距24m，天沟流水坡长12m，焦渣找坡取5‰，最薄取20mm。 2080平均65MM6M6M ÈÕý±ËÄ20ºñË®65ºñ½¹µ¹²½ã20ºñË®Ó²ÍÀË®ã² ´ÉÄ°½¬ÕÒ½Æü»ÔìÄýÍÁÕÒÂÆ´ÉÄ°½¬Ä¨Ãæ7020防水层 0.40 kN/m2 2 20厚水泥砂浆找平 0.40 kN/m65厚焦渣混凝土找坡 0.065³14= 0.91 kN/m2 20厚水泥砂浆抹面 0.40 kN/m2 积水按230mm高计 2.3 kN/m2 卷材防水层考虑高、低肋覆盖部分，按天沟平均内770宽b的2.5倍计算。（b=770-190=580mm） q=1.35b(2.5³0.40+0.40+0.91+0.4+2.3)=6.7635b=3.923 kN/m 选用：中间跨：TGB77（无落水洞口） TGB77a、TGB77b（有落水洞口）边跨： TGB77sa、TGB77sb 允许荷载4.26 kN/m＞3.923 kN/m，满足要求。注：积水荷载取230mm高，比其它活载大，故天沟板验算取积水荷载。当排架分析时仍取屋面活载0.50 kN/m2。 400a型b型 4.吊车梁{04G323-2} 当二台吊车Q不相同时，选吊车梁时按Q较大者选（200KN）。按A4级工作级别（按两台吊车考虑），Lk=22.5m，柱距6m，吊车起重量20t，吊车总重 Q=36.5t，小车重g=7.961t，最大轮压Pk=202.0KN，车宽B=5.5m，轮距W=4.4m，试选用吊车编号。解：假定吊车规格不符合附录一～四时，需进行内力验算后套用，按起重量和跨度，试选用DL——9或DL——10 计算长度取 L=5.8m，a=（B-W）/2=（5.5-4.4）/2=0.55m 2 50240 x=(L-a)/2=(5.8-0.55)/2=2.625m 1).承载力计算（按两台吊车考虑）： a.按移动荷载最不利位置

吊车竖向荷载作用下的最大弯矩标准值：

MQK=2PKX2/L=2³202.0³2.6252/5.8= 479.968 kN.m 基本组合（不包括梁体和轨道自重）：

M=1.4³1.05MQK =1.4³1.05³479.968=705.553 kN.m 641.8 kN.m b．剪力取距梁端约min(1.14,5.8/6)=0.97m 处

吊车竖向荷载作用下的最大剪力标准值：

VQK=PK[(L-0.97)+（L-0.97-( B-W)）]/L=298.124 kN 基本组合（不包括梁体和轨道自重）： Va=1.4³1.05 VQK =438.243 kN 419.5 kN < Va<480.5 kN c．跨中最大剪力设计值

Vz=1.4μPk[L/2+ L/2-（B-W）]/L=240.624 kN 216.9 kN 3

2).疲劳计算（按一台吊车考虑）： a．按移动荷载最不利位置

吊车竖向荷载作用下的最大弯矩标准值： MQK =PKL/4=292.9 kN.m

μMQK =1.05 MQK =307.545 kN.m μMQK<328.3 kN.m <376.0 kN.m b. 剪力取距梁端约0.97m 处

吊车竖向荷载作用下的最大剪力标准值： VQK=PK[(L-0.97)+（L-0.97-W)]/L=183.193 kN μVQK =1.05 VQK =192.353 kN 199.3 kN <μVQK<222.7 kN c. 跨中最大剪力设计值

VZ=μ³0.5³Pk=1.05³0.5³Pk=106.05 kN VZ<113.2kN<129.7 kN

3).裂缝验算（按两台吊车考虑）： MQK= 479.968 kN.m

标准组合（不包括梁体和轨道自重）： M= MQK 458.4 kN.m 经验算，按A4级吊车梁选用表，采用DL——10合适，承载力、疲劳、裂缝均满足要求。

5.吊车轨道联结{04G325}

1）. 轨道联结

按A4级工作级别，Q=200kN，Lk=22.5m

根据吊车规格参数计算最大轮压设计值：

Pd=1.05³1.4³1.15³Pk=1.05³1.4³1.15³202.0=341.5kN 选用：轨道联结DGL-11

341.5kN <510 kN 满足要求。

吊车梁上螺栓孔间距A=240mm，轨道面至梁顶面距离190mm DGL-11

钢轨 0.387 kN/m 联结件 0.086 kN/m 弹性垫层 0.004 kN/m 混凝土找平层（0.82³10/1000+0.023³25）=0.583 kN/m 1.060 kN/m 2）. 车挡

大车速度 V=105.4 m/min 碰撞时大车速度V0=0.5V=0.88 m/sec 冲击体重量 G=G0+0.1Q=365+0.1³200=385 kN 有利因素 ξ=0.8

吊车荷载分项系数 γQ=1.4 缓冲器行程 S=0.14 m

作用于车档的吊车纵向水平撞击力：

0.8(3650.1200)0.882FiQ1.486.8kN

2gS29.810.14Gv02选用：车挡CD-3

Fi=86.8kN <144.4 kN 满足要求。 6.基础梁{04G320}

墙厚度240mm，砖强度等级≥MU10，砂浆强度等级≥M5。柱距为4.5m时窗宽2m，柱距为6m时窗宽3m。安全等级为二级，重要性系数1.0。 1）.纵墙（柱距为6m）

ln=4850 mm lc=5450-300=5150 mm

根据以上资料选用：JL-3（有门、有窗） 2）.山墙柱距为4.5m

ln=3450 mm lc=4450-500=3950 mm 根据以上资料选用：JL-24（有窗）柱距为6m

ln=4950 mm lc=5950-500=5450 mm 根据以上资料选用：JL-3（有门） 7.过梁(GL）{G322-1} 圈梁（QL）、连系梁(LL) 4.5m柱距：窗户宽2400mm，选用GL-4240。梁高180mm，混凝土C20，钢筋HRB235。 6m柱距：窗户宽4200mm，选用GL-4420。梁高300mm，混凝土C20，钢筋HRB335。

墙体材料选用机制普通砖，墙厚240mm，门窗洞口宽4200mm，荷载等级为0。由于考虑三梁合一统一取为GL-4420

8.门窗

4.5m柱距：窗户2400mm³4200mm、2400mm³4800mm。 6m柱距：窗户4200mm³4200mm、4200mm³4800mm。门：3000mm³3600mm 选用：{03J611-4}SJM1-3036-Y 9.支撑{05G336}

柱间支撑：采用十字交叉型计算数据中间跨 W1=175.56 kN 分配到柱顶处上柱支撑水平荷载作用（标准值） W1/2=87.78 kN 作用于每道上柱支撑上节点处的水平荷载作用Vb1=1.4³175.56/3= kN V设计值： Vb1=1.4³W1/3 吊车水平制动力（标准值）： 21.66 kN T=α（Q+g）/4 作用于下柱支撑上节点处的纵向水平作用组合设计值： 276.11 kN Vb2=1.4（W1+T）上柱柱间支撑 ZCs—42—1a 选用支撑 ZCx8—81—32 下柱柱间支撑 10.排架柱的材料选用 C30混凝土，fc=14.3 N.mm2 ,ftk=2.01 N.mm2 ,ft=1.43 N.mm2 钢筋：受力筋为HRB400，fy=360 N.mm2 ,Es=2.0³105 N.mm2 箍筋为HRB235，fy=210 N.mm2 二、柱设计

1）.尺寸的确定

1．轨顶标志标高：8.4m

2.牛腿标高=8.4-1.2-0.19=7.01m（取为7200mm） 3.轨顶构造标高=7.2+1.2+0.19=8.59m

4.柱顶标高=8.59+2.14+0.22=10.95m（取为11400mm） 5.上柱高度H0=1.14-7.2=4.2m 6.下柱高度HL=7.2-(-0.9)=8.1m 7.柱计算高度=4.2+8.1=12.3m 8.初定尺寸

上柱截面400mm³400mm，下柱截面Ⅰ400mm³800mm³100mm³150mm 验算：hu=400mm≤0.5³(24000-22500)-(260+80)=410mm 计算参数上柱下柱

边跨 W1=87.78 kN W1/2=43.89 kN b1=1.4³87.78/3=40.96 kN 21.66 kN 153.22 kN 截面尺寸/mm 400³400 Ⅰ400³800³100³150 面积mm2 1.6³105 1.76³105 6

惯性矩/mm4 21.3³108 143.0³108 自重/( KN/m) 4.0 4.4 9.柱的插入深度应满足：柱纵筋的锚固长度。b，吊装时柱的稳定性，不大于吊装时柱长的1/20。 0.9h且≥800 取为：800mm。 B2≥80B1G1,Q1150e1G2TmaxH1 吊车梁高huHu吊车G4,Dmax(Dmin)e2H2(L-Lk)/2细石混凝土e4HLG5e5G3基顶标高图12）.荷载计算 1.荷载位置 e1=hu/2-0.15=0.05； e2=hl/2-hu/2=0.4-0.2=0.2e4=(L-Lk)/2-hl/2=0.75-0.4=0.35；e5=hl/2+0.12=0.52；（0.12为墙厚一半）注：1）以上单位为m；2）hu为上柱截面高； 3）hl为下柱截面高. 2.屋盖荷载(永久荷载G，活荷载Q) 7 ；G1K=0.5³(跨度³柱距)³(屋面荷载+支撑荷载)+0.5³屋架重+柱距³(天沟自重+天沟构造层重)

=0.5³(24³6)³(2.25+0.05)+0.5³112.75+6³(2.02+1.829)=245.069 kN设计值G1= 1.2 G1K=1.2³245.069=294.083 kN

Q1K(挑牛腿边至轴线距为705mm，天沟边至牛腿端为20mm，故天沟外沿相互距离为24+2³0.725=25.45m)

Q1K=(跨度/2+天沟外边至轴线距离) ³活载³柱距=25.45/2³0.5³6=38.175kN

3.上柱自重：G2K=4.0³ HU =4³4.2=16.8 kN 4.下柱自重：

G3K=4.4•HL =4.4³8.1=35.64 kN

5.吊车梁等自重G4K(G4K包括：吊车梁重，轨道及联结重，吊车梁间灌缝，吊车梁与柱间灌缝。)

G4K=40.8+1.060³6+0.46+3.32=50.94 kN 6.吊车荷载标准值Dmax，Dmin，Tmax P1maxK1P1maxSP2maxK2P2maxy1y2y3y460006000 吊车按两台考虑：S=B-K=5.5-4.4=1.1 m 两台吊车Q不相同（P1max>P2max）： Dmax= [P1max(y1+y2)+P2max(y3+y4)] = [202³（0.267+1）+173³（0.817+0.083）]=411.63 kN； Dmin= [P1min(y1+y2)+P2min(y3+y4)] = [35³（0.267+1）+43³（0.817+0.083）]=83.045 kN；（T1=α（Q+g）/4=0.1³（365+79.61）/4=11.11 kN、 T2=α（Q+g）/4=0.1³（350+71.86）/4=10.55 kN） Tmax= [T1(y1+y2)+T2(y3+y4)] = [11.11³（0.267+1）+10.55³（0.817+0.083）]=23.57 kN 7.围护墙等永久荷载G5k(G5k包括JL，QL，墙体，门窗等重量)。 240厚墙（双面抹灰）自重 5.24 kN/m3 钢窗自重 0.45 kN/m2 C1钢窗自重 2.4³4.2³0.45=4.54 kN C2钢窗自重 4.2³4.2³0.45=7.94 kN C3钢窗自重 4.2³4.8³0.45=9.07 kN 墙自重（6³13.53-4.2³4.2-4.2³4.8）³5.24=227.3 kN G5k=4.54+7.94+9.07+227.3=248.85 kN 8.风荷载屋面坡度α=arctan(3100-1180)/12000]=9o ＜15º风载体型系数 8 μs查规范如下： -0.60s3=μs4=-0.5屋脊标高μ02h1h0085..001+-q==12ssμμ±0.000基顶标高ωk=βz•μz•μs•ωo 基本风压ω2 o =0.55kN/m风振系数βz=1.0 风压高度变化系数按地面粗糙变化类别为B类，查规范如下：离地面（或海面）5m 10m 15m 20m 高度 μz 1.00 1.00 1.14 1.25 中间按线性插入：柱顶 Z1=11.40+0.4=11.80m： μz1=1.050 檐口 Z2=11.40+1.53+0.4=13.30m： μz2=1.092 屋脊 Z3=15.05+0.40=15.45m： μz3=1.150 排架迎风面和背风面的风荷载标准值分别为： ω1k=βZ•μs1•μz1•ωo =1.0³0.8³1.050³0.55=0.462 kN/m2 ω2k=βZ•μs2•μz2 •ωo =1.0³-0.5³1.092³0.55=-0.300kN/m2 则作用于排架计算简图上的风荷载设计值为： q1k=0.462³6=2.77 kN/m q2k=0.300³6=1.80 kN/m h1=2.3m；h2=1.4m Fwk=[(μs1-μs2)• μz2•h1+(μs3-μs4)•μz3•h2]• ωo •柱距 =[(0.8+0.5)³1.092³2.3+(-0.6+0.5)³1.150³1.4]³0.55³6=10.24kN 四.横向排架内力分析控制截面为：Ⅰ-Ⅰ上柱底面；Ⅱ-Ⅱ下柱顶面（截面尺寸取牛腿下）；Ⅲ-Ⅲ基础顶面。 1．恒载作用下的内力计算 1）在G1K作用下内力计算由于结构对称，荷载对称，故结构可取半边计算，上端为不动铰支座。求支反力R的系数C1、C2：

nI8121.310I80.149 hu4.20.341 2143.010h212.3

2q113[12(1)]3[10.3412(1)]n0.1492.035 M1K作用时，C1112[13(1)]2[10.3413(1)]n0.149223(1)3(10.341)M2K作用时，C21.256

112[13(1)]2[10.3413(1)]n0.149内力正向：以截面顺时针旋转为正。

M1K=-G1Ke1=-245.069³0.05=-12.25 kN.m M2K=-G1Ke2=-245.069³0.2=-49.01 kN.m

R= （M1KC1+ M2KC2）/h2=(-12.25³2.035+-49.01³1.256)/12.3=-7.03 kN V1k=-R=7.03 kN (→)

求出未知反力R后，求解静定结构的内力：

由图一∑M=0得：M=12.3V1k- M1K - M2K =12.3³7.03-12.25-49.01=25.21 kN.m 由图二∑M=0得：M=4.2V1k- M1K =4.2³7.03-12.25=17.28 kN.m

由图三∑M=0得：M=4.2V1k- M1K - M2K =4.2³7.03-12.25-49.01=-31.73 kN.m

2）在G2k，G3k，G4k作用下的内力

在上述荷载作时柱底端固定上端自由的悬臂柱，属静定结构。 M4K = G4Ke4 - G2Ke2 =50.94³0.35-16.8³0.2=14.47 kN.m NK=G2k+G3k+G4k=16.8+35.64+50.94=103.38 kN

2.活载Q1K作用下的内力计算

Q1K内力图与G1K内力图成比例，比例系数k=Q1K/G1K=38.175/245.069=0.156

3.吊车荷载Dmax作用在A柱上，Dmin作用于B柱上时内力(当Dmin作用于A柱，Dmax作用于B柱上时内力，利用对称性即可求出内力)： MaK = Dmaxe4=411.63³0.35=144.07 kN.m MbK = Dmine4=83.045³0.35=-29.06 kN.m

VaK =-C2(MaK - MbK )/2h2=-1.256³（144.07+29.06）/（2³12.3）=-8.84kN VbK =- VaK =8.84kN 1）求A柱弯矩：

由图一∑M=0得：M=MaK -12.3VAk =144.07-12.3³8.84=35.34 kN.m 由图二∑M=0得：M=-4.2VAk=-4.2³8.84=-37.13 kN.m

由图三∑M=0得：M= MaK -4.2VAk =144.07-4.2³8.84=106.94 kN.m 2）求B柱弯矩：

由图一∑M=0得：M=12.3Vbk- MbK =12.3³8.84-29.06=79.67 kN.m 由图二∑M=0得：M=4.2Vbk=4.2³8.84=37.13 kN.m

由图三∑M=0得：M=4.2VAk–MbK=4.2³8.84-29.06=8.07 kN.m

利用对称性当Dmin作用于A柱时内力图：

4.在吊车水平荷载Tmax作用下：

当不考虑厂房空间作用时，利用对称性可简化为静定的下端固定上端自由的二阶柱。

吊车梁顶：M=0

吊车梁底：M=1.2³Tmax=1.2³23.57=28.28 kN.m

柱底： M=(8.1+1.2)³Tmax=(8.1+1.2)³23.57=219.20 kN.m

5.在风荷载（Fwk，q1k，q2k）作用下，以左风→作用进行计算。（右风←作用时，利用对称性A，B两柱内力值对换，符号相反即可，不必另算。）在风荷载作用下柱底端固定上端不动铰支座，超一次静定结构。

113[14(1)]3[10.3414(1)]n0.149C30.329 118[13(1)]8[10.3413(1)]n0.149Vak=-R=0.5Fwk-0.5(q1k-q2k) h2C3

=0.5³10.24-0.5³(2.772-1.801)³12.3³0.329=3.16 kN(→) Vbk=0.5Fwk+0.5(q1k-q2k) h2C3

=0.5³10.24+0.5³(2.772-1.801)³12.3³0.329=7.08 kN(→) 求内力图如下：(当左风→作用时A柱的内力)

由上图∑Mx=0得：

q1kX2q2kX2MxVaxXMxVbxXVxVaxq1kX VxVbxq2kX

22Mx4.2Mx4.22.7724.223.164.237.72kN.m21.8014.227.084.245.62kN.m

22.77212.323.1612.3248.56kN.m

21.80112.327.0812.3223.32kN.m

2Mx12.3Mx12.3Vx=0= Vak=3.16 kN Vx=0= Vbk=7.08 kN

Vx=4.2=3.16+2.772³4.2=14.80 kN Vx=4.2=7.08+1.801³4.2=14.64 kN Vx=12.3=3.16+2.772³12.3=37.26 kN Vx=12.3=7.08+1.801³12.3=29.23 kN 内力图见下图：

用同样的方法可求出右风的内力图。

五.荷载组合及最不利内力组合

考虑的是以下四种的内力组合： (1)+Mmax及相应的N，V； (2)-Mmax及相应的N，V； (3)Nmax及相应的M，V； (4)Nmin及相应的M，V；

以上四种内力组合中的某一种就是我们要寻求的最不利内力（即在截面尺寸，材料强度相同条件下，使截面配筋量最大的内力）。

在寻求上述四种内力时，考虑这些荷载同时出现以及同时出现且达到最大值的可能性。为此，我们在寻求最不利内力组合时还要考虑荷载组合。按《荷载规范》中对于一般排架、框架结构由可变荷载效应控制的组合的表达式为：

S=γG•SGK +γQ1•SQ1K 及 S=γG•SGK+ 0.9∑γQi•SQiK 据此，对一般排架结构的荷载组合有下列两类： (1)永久荷载+ 一个可变荷载;

(2)永久荷载+ 0.9(两个或两个以上可变荷载)。内力组合下要点：

(1) 内力组合目标是寻找各控制截面的+Mmax，-Mmax，Nmax和Nmin四组内力，内力组合中要注意几种荷载同时出现的可能性以及荷载的折减； (2) 组合原则：恒载恒在，有T必有D，有D可无T；

(3) 对Ⅲ-Ⅲ截面无D的荷载效应组合（通常为永久荷载+风荷载），往往起控制作用，因无D时柱计算长度Lo为1.5H2，有D时Lo为H1；

(4) 由于R.C受压构件在大偏心受压破坏时，当M接近时，随N↑而As↓。组合中应注意次要因素起控制的组合；

(5) 荷载效应的标准组合用于裂缝控制和地基的承载力验算。

A柱内力汇总表

下面根据内力汇总表进行A柱的内力最不利组合计算。计算以下三个截面： Ⅰ——Ⅰ截面：上柱下端处；Ⅱ——Ⅱ截面：下柱上端处；Ⅲ——Ⅲ截面：下柱下端处。

（一）Ⅰ——Ⅰ截面：

1. +Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³⑦ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(17.28+0)+1.4³37.72=73.544 kN.m N=1.2³(245.069+16.8)+1.4³0=314.24 kN 荷载效应组合标准值： M= 17.28+0+37.72=55 kN.m N=245.069+16.8+0=261.87 kN 2.-Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+0.9³1.4³（0.9³(④+⑥)+⑧） SN=1.2³(①+②)+0.9³1.4³（0.9³(④+⑥)+⑧）荷载效应组合设计值：

M=1.2³(17.28+0)+ 0.9³1.4³(0.9³(-37.13-28.28)-45.62) =-110.92 kN.m

N=1.2³(245.069+16.8)+ 0=314.24 kN 荷载效应组合标准值：

M= 17.28+0-45.62+0.7³（-37.13-28.28）=-74.13 kN.m

N=245.069+16.8+0=261.87 kN 3. Nmax及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³③ SN=1.2³(①+②)+1.4³③ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(17.28+0)+1.4³2.91=24.81 kN.m

N=1.2³(245.069+16.8)+1.4³38.175= 367.69 kN 荷载效应组合标准值：

M= 17.28+0+2.91=20.19 kN.m

N=245.069+16.8+38.175=300.04 kN 4. Nmin及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(17.28+0)+ 1.4³37.72=73.544 kN.m N=1.2³(245.069+16.8)+ 0=314.24 kN 荷载效应组合标准值： M= 17.28+37.72=55 kN.m N=245.069+16.8=261.87 kN

（二）Ⅱ——Ⅱ截面：

1. +Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³0.9³（0.9³（④+⑥）+⑦） SN=1.2³(①+②)+ 1.4³0.9³（0.9³（④+⑥）+⑦）荷载效应组合设计值：

M=1.2³(-31.73+14.47)+1.4³0.9³（0.9³（106.94+28.28）+37.72） =180.15kN.m

N=1.2³(245.069+50.94)+1.4³0.9³（0.9³(411.63+0)+0） =822.0 kN

荷载效应组合标准值：

M=-31.73+14.47+0.9³106.94+0.7³(0.9³28.28+37.72) =123.20 kN.m

N=245.069+50.94+411.63=707.64 kN 2.-Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+ 1.4³⑧ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑧ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(-31.73+14.47)+ 1.4³-45.62 =-84.58kN.m

N=1.2³(245.069+50.94)+ 0=355.21 kN

荷载效应组合标准值：

M= -31.73+14.47-45.62=-62.88 kN.m N=245.069+50.94+0=296.0 kN 3. Nmax及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³0.9³(③+0.9³④) SN=1.2³(①+②)+1.4³0.9³(③+0.9³④) 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(-31.73+14.47)+1.4³0.9³(-4.73+0.9³106.94)=94.60 kN.m N=1.2³(245.069+50.94)+1.4³0.9³(38.175+0.9³411.63) =870.10 kN

荷载效应组合标准值：

M=-31.73+14.47+106.94-0.7³4.73=86.37 kN.m N=245.069+50.945+411.63+0.7³38.175=734.37 kN 4. Nmin及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³⑦ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(-31.73+14.47)+ 1.4³37.72=32.10 kN.m N=1.2³(245.069+50.94)+ 0 =355.21 kN 荷载效应组合标准值：

M= -37.13+14.47+37.72=15.06 kN.m N=245.069+50.94=296.00 kN

三：Ⅲ——Ⅲ截面

1. +Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ SV=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(25.21+14.47)+1.4³248.56 =395.60kN.m

N=1.2³(245.069+103.38)+0=418.14 kN V=1.2³(7.03+0)+1.4³37.72=61.24 kN 荷载效应组合标准值：

M=25.21+14.47+248.56=288.24 kN.m N=245.069+103.38=348.449 kN V=7.03+37.72=44.75 kN 2.-Mmax及相应的N，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+0.9³1.4³（0.9³(⑤+⑥)+⑧） SN=1.2³(①+②)+0.9³1.4³（0.9³(⑤+⑥)+⑧）

SV=1.2³(①+②)+0.9³1.4³（0.9³(⑤+⑥)+⑧）荷载效应组合设计值：

M=1.2³(25.21+14.47)+ 0.9³1.4³(0.9³(-79.67-219.20)-223.3) =-572.66 kN.m

N=1.2³(245.069+103.38)+ 0.9³1.4³(0.9³83.045)=512.31 kN V=1.2³(7.03+0)+ 0.9³1.4³(0.9³(-8.84-23.57)-29.23) =-65.15 kN

荷载效应组合标准值：

M= 25.21+14.47-223.3+0.7³(-79.67-219.20)=-392.829 kN.m N=245.069+103.38+83.045=431.49 kN

V=7.03+0-28.95+0.7³(-8.84-29.23)=-48.57 kN 3. Nmax及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+1.4³0.9³(③+0.9³④) SN=1.2³(①+②)+1.4³0.9³(③+0.9³④) SV=1.2³(①+②)+1.4³0.9³(③+0.9³④) 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(25.21+14.47)+1.4³0.9³(4.56+0.9³35.34)=93.44 kN.m N=1.2³(245.069+103.38)+1.4³0.9³(38.175+0.9³411.63) =933.03 kN

V=1.2³(7.03+0)+1.4³0.9³(1.146+0.9³-8.84)= -0.14kN 荷载效应组合标准值：

M=25.21+14.47+35.34+0.7³4.56=78.21 kN.m

N=245.069+103.38+411.63+0.7³38.175=786.80 kN V=7.03+0-8.84+0.7³1.146=-1.01 kN 4. Nmin及相应的M，V组合荷载组合项目：

SM=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ SN=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ SV=1.2³(①+②)+ 1.4³⑦ 荷载效应组合设计值：

M=1.2³(25.21+14.47)+1.4³248.56 =395.60kN.m

N=1.2³(245.069+103.38)+0=418.14 kN V=1.2³(7.03+0)+1.4³37.72=61.24 kN 荷载效应组合标准值：

M=25.21+14.47+248.56=288.24kN.m N=245.069+103.38=348.449kN V=7.03+37.72=44.75 kN

六.柱配筋计算

1.柱按对称配筋单向偏心受压构件正截面强度计算。

计算公式：按《混凝土结构设计规范GB 50010-2002》规定的公式计算。基本公式：

N1fcbxfy'As'fyAs（7.3.4-1）

xNe1fcbx(h0)fyAs'(h0as')（7.3.4-2）

2由于对称配筋，令

fy'As'fyAs和asas'代入（7.3.4-1）得

NX，X要满足：Xbh0 （7.2.1-3）和X2a'（7.2.1-4）当不满

1fcb足此条件时，应满足下式；（由7.3.4的2知：将7.2.5公式中的M用Nes'代替

MNes'fyAs(h2as)（7.2.5）

es'heias' 2xN h01fcbh0由7.3.4条的1中的1）得：b时为大偏心，b时为小偏心。

（一）Ⅰ——Ⅰ 截面配筋： 1. Mmax组合(与Nmin组合相同) M=73.544 kN.m N=314.24 kN

h0=h-as=400-40=360mm L0=2H0=2³4200=8400mm A=160000mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=20 mm e0＝M/N=234.04 mm ei= e0+ ea =254.04 mm δ1=0.5fc/N=0.5³14.3³160000/314240=3.641>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=0.940 （7.3.10-3）

1L1184002(0)2121()10.9401.42（7.3.10-1） 1400eih1400254.04400360h0e=εei+h/2-as=1.42³254.04+400/2-40=520.63 mm （7.3.4-3）

N3142400.153<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400360X= h0ξ=360³0.153=54.94mm

h0ξb=360³0.52=186.4 mm 2as=80 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`=εei-h/2+ as =1.42³254.04-400/2+40=200.63 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=314.24³200.63/[360³（400-80）]=547.0 mm2 Amin=0.2%³160000=320 mm2 2. -Mmax组合

M=-110.92 kN.m N=314.24 kN

h0=h-as=400-40=360 mm L0=2H0=2³4200=8400 mm A=160000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=20 mm e0＝M/N=352.98 mm ei= e0+ ea =372.98 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³160000/314240=3.641>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=0.940 （7.3.10-3）

1L1184002(0)2121()10.9401.29（7.3.10-1） 1400eih1400372.98400360h0e=εei+h/2-as=1.29³372.98+400/2-40=639.58 mm （7.3.4-3）

N3142400.153<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400360X= h0ξ=360³0.153=54.9 mm

h0ξb=360³0.52=186.4 mm 2as=80 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`=εei-h/2+ as =1.29³372.98-400/2+40=319.58 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=314240³319.58/[360³（400-80）]=872.0 mm2 Amin=0.2%³160000=320 mm2 3. Nmax组合

M=24.81 kN.m N=367.69 kN

h0=h-as=400-40=360 mm L0=2H0=2³4200=8400 mm A=160000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=20 mm e0＝M/N=67.48 mm ei= e0+ ea =87.48 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³160000/367690=3.111>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=0.940 （7.3.10-3）

1L1184002(0)2121()10.9402.22（7.3.10-1） 1400eih140087.48400360h0e=εei+h/2-as=2.22³87.48+400/2-40=354.07 mm （7.3.4-3）

N3676900.179<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400360X= h0ξ=360³0.179=64.3 mm

h0ξb=360³0.52=186.4 mm 2as=80 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`=εei-h/2+ as =2.22³87.48-400/2+40=34.07 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=367690³34.07/[360³（400-80）]=108.7 mm Amin=0.2%³160000=320 mm2

（二）Ⅱ——Ⅱ 截面配筋： 1. +Mmax组合

M=180.15 kN.m N=822.0 kN

h0=h-as=800-40=760mm L0=1.0H0=8100=8100mm A=176000mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=219.16 mm ei= e0+ ea =245.83 mm δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/822=1.531>1 取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1.0 取δ2=1（7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.23（7.3.10-1） 1400eih1400245.83800760h0e=εei+h/2-as=1.23³245.83+800/2-40=661.48 mm （7.3.4-3）

N8220000.189<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.189=143.7 mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150 mm 2as x143.7Ne1fcbx(h0)822000661.481.014.3400143.7(760)22AsAs'85.00''fy(h0as)360(76040)Amin=0.2%³bh=0.2%³100³800=160 mm2

2. -Mmax组合

M=-84.58 kN.m N=355.21 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0==8100 mm A=176000mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=238.11 mm ei= e0+ ea =264.8 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/355210=3.543>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1取δ2=1 （7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.21（7.3.10-1） 1400eih1400260.1800760h0e=εei+h/2-as=1.21³264.8+800/2-40=680.43 mm （7.3.4-3）

N3552100.082<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.082=62.1 mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`= h/2-εei- as =800/2-1.21³264.8-40=40.0 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=355210³40.0/[360³（800-80）]=54.0 mm2 Amin=0.2%³bh=0.2%³170³800=272 mm2 3. Nmax组合

M=94.60 kN.m N=870.10 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0=8100=8100 mm A=176000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=108.7 mm ei= e0+ ea =135.40 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/870.10=1.446>1 取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1.0 取δ2=1（7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.41（7.3.10-1） 1400eih1400135.40800760h0e=εei+h/2-as=1.41³135.40+800/2-40=551.0 mm （7.3.4-3）

N8701000.196<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.200=149 mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150mm 2as x149Ne1fcbx(h0)870100551.01.014.3400149(760)22446mm20AsAs'fy'(h0as')360(76040)Amin=0.2%³bh=0.2%³100³800=160 mm2

4. Nmin组合

M=32.10 kN.m N=355.21 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0=8100 mm A=176000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=90.4 mm ei= e0+ ea =117.1 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/355210=3.543>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1取δ2=1 （7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.48（7.3.10-1） 1400eih1400117.1800760h0e=εei+h/2-as=1.48³117.1+800/2-40=533.0 mm （7.3.4-3）

N3552100.082<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.082=62.1mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`= h/2-εei- as =800/2-1.46³121.7--40=187.3 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=355210³187.3/[360³（800-80）]=257.0 mm2 Amin=0.2%³bh=0.2%³170³800=272 mm2

（三）Ⅲ——Ⅲ 截面配筋：

1.+Mmax组合（+Mmax组合与Nmin组合相同） M=395.60 kN.m N=418.14 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0==8100 mm A=176000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033

取ε

=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=946.1 mm ei= e0+ ea =972.8 mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/418140=3.010>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1取δ2=1 （7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.06（7.3.10-1） 1400eih1400984.3800760h0e=εei+h/2- as =1.06³972.8+800/2-40=1388.4 mm （7.3.4-3）

N4181400.096<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.096=73.1mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150 mm

X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。 es`=εei-h/2+ as =1.06³972.8-800/2+40=668.4 mm

As=N es`/[fy(h-2as)=418140³668.4/[360³（800-80）]=1078.0 mm2 Amin=0.2%³bh=0.2%³170³800=272 mm2

2. -Mmax组合

M=-572.66 kN.m N=512.31 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0==8100 mm A=176000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=1117.8 mm ei= e0+ ea =1144.5 mm δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/512310=2.456>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1取δ2=1 （7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.05（7.3.10-1） 1400eih14001136.1800760h0e=εei+h/2-as=1.05³1144.5+800/2-40=1560.1 mm （7.3.4-3）

N5123100.118<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.118=89.6 mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150 mm 2as < X< hf x89.6Ne1fcbx(h0)5123101560.11.014.340089.6(760)222AsAs'1670.0mmfy'(h0as')360(76040)Amin=0.2%³bh=0.2%³100³800=272 mm2

3. Nmax组合

M=93.44 kN.m N=933.03 kN

h0=h-as=800-40=760 mm L0=1.0H0==8100 mm A=176000 mm2 εcu=0.0033-(fck-50)³10-5=0.0033-(20.1-50) ³10-5>0.0033 取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

b11fyEscu0.80.52

360121050.0033ea=max(h/30,20)=26.7 mm e0＝M/N=100.15mm ei= e0+ ea =126.85mm

δ1=0.5fc A /N =0.5³14.3³176000/933030=1.349>1取δ1=1（7.3.10-2） δ2= =1.15-0.01³L0³1000/h=1.049>1取δ2=1 （7.3.10-3）

1L1181002(0)2121()111.44（7.3.10-1） 1400eih1400126.85800760h0e=εei+h/2- as =1.06³984.3+800/2-40=542.465mm （7.3.4-3）

N9330300.215<ξb 大偏心受压

1fcbh01.014.3400760X= h0ξ=760³0.215=163.1mm

h0ξb=760³0.52=393.4 mm 2as=80mm hf=150mm hf XN1fc(bfb)hf1fcb9330301.014.3(400100)150202.5mm1.014.3100hfAsAs'Ne1fc[(bfb)hf(h0x)bfx(h0)]22''fy(h0as)150202.5)100202.5(760)]22490.0mm20933030542.51.014.3[(400100)150(760360(76040)Amin=0.2%³bh=0.2%³100³800=272mm2

比较以上计算结果，排架柱配筋为：（单侧）上柱： 2

25(982 mm2) 配筋率（0.61%）

下柱： 322+225（2122 mm2）配筋率（2.65%）

七：柱在排架平面外承载力验算

取Ⅰ——Ⅰ、Ⅲ——Ⅲ截面中的Nmax进行验算

由表7.3.11-1（有柱间支撑，垂直房屋排架柱，有吊车房屋柱）得计算高度：上柱L0=1.25Hu=1.25³4.2=5250 mm 下柱L0=0.8HL=0.8³8.1=6480 mm 1. Ⅰ——Ⅰ 截面： Nmax=367.69 kN

L0/b=5250/400=13.125 查表7.3.1得 φ=0.933

N=0.9φ(fcA+fy`As`)=0.9³0.933³（14.3³160000+360³2³982） = 2514.9 kN> Nmax 满足要求 2. Ⅲ——Ⅲ 截面 Nmax=933.03 kN

L0/b=6480/400=16.2 查表7.3.1得 φ=0.864

N=0.9φ(fcA+fy`As`)=0.9³0.864³（14.3³176000+360³2³2122） = 3145.1 kN> Nmax 满足要求。

八．斜截面抗剪和裂缝宽度验算 1.斜截面抗剪验算按Nmin、Vmax组合计算

V=1.2³①+0.9³1.4³（③+⑦）

=1.2³7.03+0.9³1.4³（1.146+37.72）=57.41 kN N=1.2³①+0.9³1.4³（③+⑦）

=1.2³245.069+0.9³1.4³（38.175+0）=342.2 kN 由于风荷载（均布荷载）在水平力中的比例为

37.72/（37.72+7.03+1.146）=82.2% 因此可以简化认为该柱承受均布荷载，则根据7.5.12-2取λ=1.5。 1.75ftbh01.751.434007600.07N0.07342.2103328.26KN>V=57.41KN

11.51满足要求.

可以按构造配箍筋φ8 @ 200。 2.裂缝宽度计算按8.1.2注2；e0/h0≤0.55的偏心构件可不验算裂缝宽度，比较后，Ⅲ——Ⅲ 截面的-Mmax组合的e0/h0=1117.8/760=1.47 最大，故按此组合来验算。 e0k=MK/NK=392.829/431.49=0.91m=910mm e0k/h0=910/760=1.19

L0/h=6480/800=8.1<14取εs=1.0 (8.1.3-8)

e=εs e0k+h/2-as=1.0³910+800/2-40=1270 mm (8.1.3-6)

γf`=(bf`-b)hf`/bh0=(400-100)³150/(100³760)=0.592 (8.1.3-7) z=[0.87-0.12³(1-γf`)³(h0/e)^2]h0

=(0.87-0.12³(1-0.59) ³(760/1270)^2) ³760=648.0mm (8.1.3-5)

δsk=Nk(e-z)/Asz=431.49³103³(1270 -648.0)/(2122³648.0)=195.4 kN/mm2 (8.1.3-4)

deq=(3³222+2³252)/( 3³22+2³25)=23.293m ρte=As/Ate= As/[0.5bh+(bf-b)hf]

=2122/(0.5³100³800+(400-100) ³150)=0.024965 (8.1.2-4)

=1.1-0.65ftk/(ρteδsk)=1.1-0.65³2.01/(0.024965³195.4)

=0.832

maxcrskEs(1.9c0.08depte)2.10.832195.423.293(1.9300.08)0.2247mm52100.024965<0.3 mm

满足要求。

九.牛腿设计 1.几何尺寸确定

2. 牛腿配筋计算

作用在牛腿上的荷载有Dmax、G4k、Tmax

Fv=1.2 G4k+1.4Dmax=1.2³50.94+1.4³411.63=637.41 kN Fh=1.4 Tmax=1.4³23.57=33.0 kN Fvk=G4k+Dmax=50.94+411.63=462.57 kN Fhk=Tmax=13.57 kN

h0=200+200-40=360mm

竖向力作用点位于下柱截面以内（50mm） a=-50mm<0.3h0=0.3³360=108mm 取a=108mm

AsFvaF637410108330001.2h1.2735mm2（10.8.2） 0.85fyh0fy0.85360360360ρ=As/bnh0=735/(400³360)=0.510% 0.2%<0.51%<0.6% 选416 804mm2 3.牛腿局部抗压验算设垫板的长和宽为400m³400m 压应力ζk=Fvk/A=462570/160000=2.9 N/mm2 0.75fc=0.75³14.3=10.7 N/mm2 ζk<0.75fc 满足要求。十．柱的吊装验算由二-1.9知：柱插入深度800mm，则柱的总长为4.2+8.1+0.8=13.1m 3213Χq32q21q1BAL3LL2L1 1.吊装方法：一点翻身吊起吊，吊点在牛腿下方。 2.荷载计算 L1=4200mm; L2=400mm; L3=8100+800-L2=8500mm; 由二-1.8知上柱自重标准值：q1k=4 kN/m 下柱自重标准值：q3k=4.4 kN/m 牛腿自重标准值： q2k=[0.4³（0.4³0.8+0.2³0.2+0.2³0.2/2）/0.4]³25=9.5 kN/m 自重设计值：q=γ0γGγDqk γ0=0.9 γG=1.2 γD=1.5

上柱自重设计值：q1=0.9³1.2³1.5³4=6.48 kN/m 下柱自重设计值：q3=0.9³1.2³1.5³4.4=7.13 kN/m 牛腿自重设计值：q2=0.9³1.2³1.5³9.5=15.39 kN/m 3.内力计算弯矩标准值：

M1k=0.5q1kL12=0.5³4³4.22=35.28 kN.m M2k=MBK=0.5q1k(L1+ L2)2+0.5(q2k-q1k)³L22

=0.5³4³(4.2+0.4)2+0.5³(9.5-4)³0.42=42.76 kN.m

X=0.5L3-MBK/q3kL3=0.5³8.5- 42.76/（4.4³8.5）=3.11 m M3K=0.5q3kX2=0.5³4.4³3.11³3.11=21.23 kN.m 弯矩设计值:

M1=0.5q1L12=0.5³6.48³4.22=57.15 kN.m

M2=MB=0.5q1(L1+ L2)+0.5(q2-q1)³L2

=0.5³6.48³(4.2+0.4)2+0.5³(15.39-6.48)³0.42 =69.27 kN.m

X=0.5L3-MB/q3L3=0.5³8.5- 69.27/（7.13³8.5）=3.11m

M3=0.5q3X=0.5³7.13³3.11³3.11=34.41 kN.m

注：关于X=0.5L3-MB/q3L3 、M3=0.5q3X2 的推导见指导书。 4.正截面验算

M1、M2所在截面：前配筋为 As=982 mm2

Mu=ASfy(h0-as)=982³360³(360-40)=113.13 kN.m> M1、M2 M3所在截面：前配筋为 As=2122 mm2

Mu=ASfy(h0-as)=2122³360³(760-40)=550.0 kN.m> M3 原配筋均已满足起吊所需要钢筋。 5.裂缝宽度计算

从弯矩设计值来看，M2最大，因此取该处计算

SKMk4276000030.48N/mm2

0.87h0As0.877602122=1.1-0.65ftk/(ρteδsk)=1.1-0.65³2.01/(0.024965³30.48)

=-0.617<0取 =0.2

maxcrskEs(1.9c0.08depte)2.10.230.4823.293(1.9300.08)0.0084mm52100.024965<0.3mm满足要求。

十一.基础设计

地基基础设计等级丙级,保护层厚40mm。 fak=200 kN/mm2

fa=fak+εb•γ•(B-3)+εd•γo•(D-0.5)

初定基础埋深D=0.4 +0.5+1.150=2.05 m ;

γ=18 kN/m3；γo=17 kN/m3；εb=0.3；εd=1.6;

基础采用：c25 : ft=1.27 N/mm2; fc=11.9 N/mm2 . HRB235 fy=210 N/mm2

D= 2.05m; rG=20 kN/m3; G5k=248.85 kN; e5=0.52mm; r=18kN/m3; h=1.15m. 1. 基础尺寸确定:

1).底面尺寸a，b（A=a•b） Ⅲ--Ⅲ截面的基础底面积 Mmax(Nmin) (-)Mmax Nmax 采用(Nmax确定的尺寸验算-Mmax) 288.240 -392.829 78.210 -392.829 Mk 348.449 431.490 786.800 431.490 Nk 44.750 -48.570 -1.010 -48.570 Vk 6.514 Ak= (Nk+ G5k)/(fak-rGD) 3.757 4.279 6.514 5.259 5.990 9.119 9.119 A=1.4Ak 1.872 1.998 2.466 2.466 b=（A/1.5）0.5 2.809 2.998 3.698 3.698 a=1.5b -578.087 Mbi=Mk+Vk h-G5ke5 210.301 -578.087 -52.354 1016.829 Nbi= Nk+ G5k+r³a³b³D 791.365 901.386 1372.139 44.750 -48.570 -1.010 -48.570 Vbi=Vk 0.266 0.641 0.038 0.569 e0=Mbi/Nbi 235.892 343.630 159.785 214.352 Pkmax= Nbi(1+6e0/a)/A 65.051 -42.687 141.157 8.663 Pkmin= Nbi(1-6e0/a)/A 150.471 150.471 150.471 111.507 P= (Pkmax+Pkmin)/2 244.640 fa=fak+εbγ(a-3)+ εdγ0(D-3) 244.640 244.640 250.040 293.568 293.568 300.048 293.568 1.2fa 满足不满足满足满足 pkmin≥0 满足不满足满足满足 Pkmax<1.2fa 满足满足满足满足 fa>P 取：b=2.5m;a=3.9m。

（AK=Nkmax+G5k/(f-γG•D)（按轴心受压初步计算），A=1.4AK（考虑偏心受压增大40%）），以上单位M/(kN.m)、力/(kN)、长度/（m）。 2）. 抗冲切验算

抗冲切验算类别第一组 Mmax(Nmin) 第二组 (-)Mmax 第三组 Nmax 395.600 -572.660 93.440 M/(kN.m) 418.140 512.310 933.030 N/(kN) 61.240 -65.150 -0.140 V/kN 298.620 298.620 298.620 G5/kN 716.760 810.930 1231.650 Nb/kN 310.744 -802.865 -62.003 Mb/(kN.m) 0.434 0.990 0.050 e0/m 6.338 6.338 6.338 W/m3 122.546 209.857 136.107 Pmax/kN.m2 24.481 -43.512 116.540 Pmin/kN.m2 对于第二组Pmin<0则重新计算：第二组 0.990 e=Mb/Nb 0.960 a1=a/2-e 225.3 Pjmax=2Nb/3a1a 1175000 AL/mm2 264.7 FL=PjmaxAL/kN 变阶处h0=0.7m; bt=1.15m; (bt+2h0)=2.55>2.5,取 bb=2.5m, AL采用cad做图测量的。

bm=( bt + bb)/2=1.825m.

杯底至基础底的距离为750mm ，则βhp=1.0 0.7βhpftbmh0=0.7³1.0³1.27³1.825³700

=1135697.5=1135.70kN

大于FL满足要求。 3）.基础底板配筋计算：

a. 柱边及变阶处基底反力计算: 三组不利内力设计值：

柱边及变阶处基底反力计算: PjⅠ/kN PjⅢ/kN (Pjmax+PjⅠ)/2/kN (Pjmax+PjⅢ)/2/kN (Pjmax+Pjmin)/2/kN 1 85.230 92.810 2 91.160 3 128.710 110.620 130.210 103.888 158.216 132.408 107.678 167.946 133.158 73.514 112.636 126.323

取以上各组的最大值计算弯矩: a/m b/m ac/m bc/m P/kN 128.710 130.210 126.323 126.323 M/kN.m 89.775 78.411 95.058 66.438 Ⅰ 2.500 3.900 0.800 0.400 Ⅲ 2.500 3.900 1.550 1.150 Ⅱ 2.500 3.900 0.800 0.400 Ⅳ 2.500 3.900 1.550 1.150 (Ⅰ、ⅢM=p(b-bc)(2a+ac)/24; Ⅱ、Ⅳ M=p(a-ac)(2b+bc)/24. PjⅠ、PjⅢ采用cad

等比例做图测量得。) b. 配筋计算:

基础底面受力钢筋采用HRB235（fy=210 N/mm2）配筋计算方向截面 h0/mm As/mm2 选筋 Ⅰ 1100 431.819 长边方向 φ10 @ 125 = 628mm2 Ⅲ 700 592.674 Ⅱ 1100 457.23 短边方向 φ10 @ 150 = 524mm2 Ⅳ 700 502.177 t/h2=300/400=0.75 杯壁可不配筋. 计算公式：As=M/0.9h0fy 垫层的厚度100mm；垫层混凝土强度等级为C10.

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