單層工業(yè)廠房結(jié)構(gòu)課程設計計算書

1、<p>　　單層工業(yè)廠房結(jié)構(gòu)課程設計計算書</p><p><b>　　設計資料</b></p><p>　　某金工車間，單跨無天窗廠房，廠房跨度L=18m，柱距為6m，車間總長度為150m，中間設一道溫度縫，廠房剖面圖如圖所示：</p><p>　　車間內(nèi)設有兩臺中級工作制吊車，吊車起重量為200/50kN。</p>

2、<p>　　吊車軌頂標高為9.0m。</p><p>　　建筑地點：齊齊哈爾。</p><p>　　地基：地基持力層為e及IL均小于0.85的粘性層（弱凍脹土），地基承載力特征值為fak=180kN/m2。標準凍深為：2.2m。</p><p>　　材料：混凝土強度等級為C30，縱向鋼筋采用HRB400級，(360N/mm2)箍筋采用HPB335級。(30

3、0N/mm2)</p><p>　　二. 選用結(jié)構(gòu)形式</p><p>　　屋面板采用92G410（一），屋面板自重標準值（包括灌縫在內(nèi)）為1.4kN/m2。</p><p>　　屋架采用G415（一）折線型預應力鋼筋混凝土屋架，跨度為18m，端部高度為2.2m，跨中高度為3.3m，自重標準值為60.5kN。</p><p>　　吊車梁高度

4、為900m，自重30.4kN；軌道與墊層墊板總高度為184mm，自重0.8kN/m。（96G425預應力混凝土吊車梁）。</p><p>　　柱的各部分尺寸及幾何參數(shù)</p><p>　　上柱 b×h=400mm×400mm (g1=4.0kN/m) </p><p>　　Ai=b×h=1.6×105m2

5、</p><p>　　I1=bh3/12=2.13×109mm4</p><p>　　圖1廠房計算簡圖及柱截面尺寸</p><p>　　下柱 bf×h×b×hf=400mm×800mm×100mm×100mm（g2=3.69kN/m）</p><p>　　A2=

6、100×400×2+（800-2×100）×100+2×25×150 =1.475×105mm2</p><p>　　I2=5003×100/12+2×(400×1003/12+400×100×3002)+4×（253×150/36+343.752×

7、1/2×100×25）=8.78×1010mm4</p><p>　　n=I1/I2=2.13×109/(8.78×109)=0.248</p><p>　　H1=3.6m；H2=3.6+8.6=12.2m。</p><p>　　λ=H1/H2=3.6/12.2=0.295</p><p>&

8、lt;b>　　四．荷載計算 </b></p><p><b>　　1. 恒荷載</b></p><p><b>　?。?）屋蓋自重</b></p><p>　　SBS防水層 1.2×0.1=0.12kN/m2</p><p>　　20mm厚

9、水泥砂漿找平層 1.2×0.02×20=0.48kN/m2</p><p>　　100mm厚水泥珍珠巖保溫層 1.2×0.1×4=0.48kN/m2</p><p>　　隔氣層 1.2×0.05=0.06kN/m2</p><p>　　20mm厚水泥砂漿找平層

10、1.2×0.02×20=0.48kN/m2</p><p>　　大型預應力屋面板（包括灌縫重）1.2×1.4=1.68kN/m2</p><p>　　總1 g1=3.3kN/m2</p><p>　　屋架 1.2×60.5=72.6kN<

11、;/p><p>　　則作用屋架一段作用于柱頂?shù)淖灾貫椋篏1=6×9×3.3+0.5×72.6=214.5kN</p><p><b>　　（2）柱自重</b></p><p>　　上柱： G2=1.2×3.6×4.0=17.28kN</p><p>　　下柱： G3=1.

12、2×8.6×3.69=38.08kN</p><p>　?。?）吊車梁及軌道自重：G4=1.2×（30.4+0.8×6）=42.2kN</p><p><b>　　2.屋面活荷載</b></p><p>　　由《荷載規(guī)范》查得屋面活荷載標準值為0.5kN/m2，因屋面活荷載大于雪荷載0.4kN（50年一遇

13、），故不考慮雪荷載。</p><p>　　Q1=1.4×0.5×6×12=50.4kN</p><p><b>　　3.風荷載</b></p><p>　　由《荷載規(guī)范》查得齊齊哈爾地區(qū)基本風壓為 ω0=0.45kN</p><p>　　風壓高度變化系數(shù) （按B類地面粗糙度?。?lt;/

14、p><p>　　柱頂： （按H2=11.5m）μz=1.04</p><p>　　檐口處： （按H2=13.8m）μz=1.11</p><p>　　屋頂： （按H2=15.4m）μz=1.15</p><p>　　風荷載標準值：ω1k=βzμs1μzω0=1.0×0.8×1.04×0.45=0.37kN/m

15、2</p><p>　　ω2k=βzμs2μzω0=1.0×0.5×1.04×0.45=0.23kN/m2</p><p>　　則作用于排架上的風荷載設計值為：q1=1.4×0.37×6=3.15kN/m</p><p>　　q2=1.4×0.23×6=1.97kN/m</p>&l

16、t;p>　　Fw=γQ[(μs1+μs2) μzω0h1+(μs3+μs4) μzω0h2]×B</p><p>　　=1.4×[（0.8+0.5）×1.11×0.45×2.3+（-0.6+0.5）×1.15×0.45×1.6]×6=11.85kN （屋面坡度為1/8）</p><p>　

17、　風荷載作用下的計算簡圖如下圖：</p><p>　　圖2風荷載作用下計算簡圖</p><p><b>　　4.吊車荷載</b></p><p>　　由附表16-2查得 Pk，max=180kN；</p><p>　　Pk，min=1/2(G+g+Q)- Pk，max=1/2(228+200)-180=46.5kN&

18、lt;/p><p>　　B=5600mm，K=4400mm</p><p>　　則根據(jù)支座反力影響線求出作用于柱上的吊車豎向荷載為：</p><p>　　Dmax=φc*γQ* Pk，max*Σyi=0.9×1.4×180×（1+0.267+0.8+0.067）</p><p><b>　　=483.99k

19、N</b></p><p>　　Dmin=φc*γQ* Pk，min*Σyi=0.9×1.4×46.5×（1+0.267+0.8+0.067）</p><p><b>　　=125.03kN</b></p><p>　　作用于每一輪子上的吊車橫向水平剎車力</p><p>　　F

20、h1=γQ*ɑ/4(Q+g)=1.4×0.1/4×（200+77.2）=9.702kN</p><p>　　則兩臺吊車作用于排架柱頂上的吊車橫向水平荷載為</p><p>　　Fh=φc* Fh1*Σyi=0.9×9.702×（1+0.267+0.8+0.067）</p><p><b>　　=18.63kN<

21、/b></p><p><b>　　五．內(nèi)力計算</b></p><p><b>　　1．恒荷載</b></p><p><b>　?。?）屋蓋自重作用</b></p><p>　　因為屋蓋自重是對稱荷載，排架無側(cè)移，故按柱頂為不動鉸支座計算。由廠房計算簡圖及柱截面尺寸圖

22、取用計算截面圖</p><p><b>　　圖3 取用計算截面</b></p><p>　　e1=0.05m,e0=0.15m,G1=214.5kN,根據(jù)n=0.248，λ=0.295查表得C1=1.760，C3=1.268，則可得</p><p>　　R=-G1/H2(e1*C1+e0*C3)=-214.5/12.2×(0.05&#

23、215;1.760+0.15×1.268)=-4.97kN(→)</p><p>　　計算時對彎矩和剪力的符號規(guī)定為：彎矩圖繪在受拉一邊；剪力對桿端而言，順時針方向為正（ ），剪力圖可繪在桿件的任意一側(cè)，但必須注明正負號，亦即取結(jié)構(gòu)力學的符號。這樣，由屋蓋自重對柱產(chǎn)生的內(nèi)力如下圖：</p><p><b>　　圖4 恒荷載內(nèi)力圖</b></p>

24、<p>　　MⅠ=-214.5×0.05+4.97×3.6=7.17kN·m</p><p>　　MⅡ=-214.5×0.15+4.97×3.6=-14.28kN·m</p><p>　　MⅢ=-214.5×0.15+4.97×12.2=28.46kN·m</p><p

25、>　　NⅠ= NⅡ=NⅢ=214.5kN，VⅢ=4.97kN</p><p>　　（2）柱及吊車梁自重作用</p><p>　　由于在安裝柱子時尚未吊裝屋架，此時柱頂之間無連系，沒有形成排架，故不產(chǎn)生柱頂反力；因吊車梁自重作用點距離柱外邊緣不少于750mm，則內(nèi)力如下圖4所示：</p><p>　　MⅠ=0，MⅡ=MⅢ=+42.2×0.50-17.2

26、8×0.15=18.51kN·m</p><p>　　NⅠ=17.28kN</p><p>　　NⅡ=17.28+42.2=59.48kN</p><p>　　NⅢ=59.48+35.50=94.98kN</p><p><b>　　2.屋面活荷載作用</b></p><p>

27、　　因屋面活荷載與屋蓋自重對柱的作用點相同，故可將屋蓋自重的內(nèi)力乘以下列系數(shù)，即得屋面活荷載內(nèi)力分布圖如圖4所示，其軸向壓力及剪力為：</p><p>　　Q1/G1=50.4/214.5=0.235</p><p>　　NⅠ= NⅡ= NⅡ=50.4kN，VⅡ=0.235×4.97=1.168kN</p><p><b>　　3.風荷載作用&l

28、t;/b></p><p>　　為計算方便，可將風荷載分解為對稱及反對稱兩組荷載。在對稱荷載作用下，排架無側(cè)移，則可按上端為不動鉸支座進行計算；在反對稱荷載作用下，橫梁內(nèi)力等于零，則可按單根懸臂柱進行計算。</p><p>　　圖5 柱作用正風壓圖</p><p>　　當柱頂作用集中風荷載Fw時，</p><p>　　當墻面作用均布風荷

29、載時，查表得C11=0.355，則得</p><p>　　R3= C11·H2·1/2(q1-q2)=0.355×12.2×1/2×(3.15-1.97)=2.56kN</p><p>　　當正風壓力作用在A柱時橫梁內(nèi)反力R：</p><p>　　R=R1+R3=8.49kN</p><p>

30、　　A柱內(nèi)力圖如圖6所示，其內(nèi)力為</p><p>　　M=(Fw-R)x+1/2q1x2</p><p>　　MⅠ=MⅡ=(11.85-8.49)×3.6+1/2×3.15×3.62=36.07kN·m</p><p>　　MⅢ=(11.85-8.49)×12.2+1/2×3.15×12.22=

31、275.42kN·m</p><p>　　NⅠ=NⅡ=NⅢ=0</p><p>　　VⅢ=(Fw-R)+q1x=(11.85-8.49)+3.15×12.2=42.14kN</p><p>　　圖６?。林饔谜L壓　　　　　　　　　　圖７　Ａ柱作用負風壓</p><p>　　當負風壓力作用在Ａ柱時（如圖７所示），其內(nèi)力為&

32、lt;/p><p>　　M=-Rx－1/2q２x2</p><p>　　MⅠ=MⅡ=-8.49×3.6－1/2×1.97×3.62=-43.33kN·m</p><p>　　MⅢ=-8.49×12.2－1/2×1.97×12.22=-250.19kN·m</p><p&g

33、t;　　NⅠ=NⅡ=NⅢ=0</p><p>　　VⅢ=-R-q2x=-8.49-3.15×12.2=-32.52kN</p><p><b>　　4．吊車荷載</b></p><p>　　(1)當Dmax值作用于A柱 （如圖8-a所示）</p><p>　　根據(jù)n=0.248，λ=0.295查表得C3=1.2

34、68。吊車輪壓與下柱中心線距離按構(gòu)造要求取e4=0.35m，則得排架柱上端為不動鉸支座時的反力值為：</p><p>　　R1=-Dmax·e4·C3/H2=-483.99×0.35×1.268/12.2=-25.15kN(←)</p><p>　　R2=-Dmin·e4·C3/H2=-125.03×0.35×

35、1.268/12.2=6.50kN(→)</p><p>　　故R=R1+R2=-25.15+6.50=-18.65kN(←)</p><p>　　再將R值反向作用于排架柱頂，按剪力分配進行計算。由于結(jié)構(gòu)對稱，故各柱剪力分配系數(shù)相等，即μA=μB=0.5。（如圖8-b所示）各柱的分配剪力為：</p><p>　　V‘A=- V‘B=μAR=0.5×18.6

36、5=9.33kN(→)</p><p>　　最后各柱頂總剪力為：</p><p>　　VA= V‘A-R1=9.33-25.15=-15.82kN(←)</p><p>　　VB = V‘B-R2=9.33+6.50=-15.83kN(→)</p><p>　　圖8 吊車豎向荷載作用時柱頂剪力 (a)上端為不動鉸支座時 (b)柱頂作用R時

37、</p><p>　　則A柱的內(nèi)力為：（如圖9-a所示）</p><p>　　MⅠ=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·m</p><p>　　MⅡ=-VA·x+Dmax·e4=-56.95+483.99×0.35=185.05kN·m</p><p>　　

38、MⅢ=-15.82×12.2+483.99×0.5=48.99kN·m</p><p><b>　　NⅠ=0kN</b></p><p>　　NⅡ=NⅢ=483.99kN</p><p>　　VⅢ=VA=-15.82kN(←)</p><p>　　圖9 吊車豎向荷載對A柱內(nèi)力圖 (a)當

39、Dmax作用于A柱時 (b)當Dmin作用于A柱時</p><p>　　(2)當Dmin值作用于A柱時（如圖9-b所示）</p><p>　　MⅠ=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·m</p><p>　　MⅡ=-VA·x+Dmin·e4=-56.95+125.03×0.35=5.57k

40、N·m</p><p>　　MⅢ=-15.82×12.2+125.03×0.35=-130.49kN·m</p><p><b>　　NⅠ=0kN</b></p><p>　　NⅡ=NⅢ=125.03kN</p><p>　　VⅢ=VA=-15.82kN(←)</p>

41、<p>　　(3)當Fh值自左向右作用時(→)</p><p>　　由于Fh值同向作用在A、B柱上，因此排架的橫梁內(nèi)力為零，則得A柱的內(nèi)力：（如圖10所示）</p><p>　　圖10 吊車橫向水平作用 （a）吊車橫向水平作用于排架 （b）橫向水平作用時</p><p>　　MⅠ=MⅡ=Fhx=18.63×1.0=18.63kN</p

42、><p>　　MⅢ=18.63×(9+0.6)=178.8kN·m</p><p>　　NⅠ=NⅡ=NⅢ=0</p><p>　　VⅢ=Fh=18.63kN(←)</p><p>　　(4)當Fh值自右向左作用時(←)</p><p>　　其內(nèi)力值與當Fh值自左向右作用時相同，但方向相反。</p&

43、gt;<p><b>　　六．內(nèi)力組合</b></p><p>　　單跨排架的A柱與B柱承受荷載的情況相同，故僅對A柱在各種荷載作</p><p>　　用下的內(nèi)力進行組合。</p><p>　　表1為A柱在各種荷載作用下內(nèi)力匯總表，表2為A柱承載力極限狀態(tài)荷載效應的基本組合，表3為A柱正常使用極限狀態(tài)荷載效應的標準組合及準永久組合

44、。</p><p>　　表1為A柱在各種荷載作用下內(nèi)力匯總表</p><p>　　注：（1）內(nèi)力的單位是kN·m，軸力的單位是kN，剪力的單位是kN；</p><p>　?。?）表中彎矩和剪力符號對桿端以順時針為正，軸向力以壓為正；</p><p>　　（3）表中第1項恒荷載包括屋蓋自重、柱自重、吊車梁及軌道自重；</p>

45、;<p>　?。?）組合時第3項與第4項、第5項與第6項、第7項與第八項二者不能同時組合；</p><p>　?。?）有Fh作用時候必須有Dmax或Dmin同時作用。</p><p>　　表2為A柱承載力極限狀態(tài)荷載效應的基本組合</p><p>　　注：由永久荷載效應控制的組合：其組合值不是最不利，計算從略。</p><p>

46、　　表3 A柱正常使用極限狀態(tài)荷載效應的標準組合</p><p>　　注：對準永久組合計算，其值要小于標準組合時的相應對應計算值，故在表中從略。</p><p><b>　　七．柱子設計</b></p><p><b>　　1.上柱配筋計算</b></p><p>　　從表2中選取兩組最不利的內(nèi)力&

47、lt;/p><p>　　M1=-99.85kN·m；N1=231.78kN。</p><p>　　M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN。</p><p><b>　　先按M1，N1計算</b></p><p>　　l0/h=2×3600/400=18>5,故需要考慮縱向彎曲影

48、響，其截面按對稱配筋計算，偏心距為：</p><p>　　e0=M1/N1=99.85/231.78=0.431m</p><p>　　ea=h/30=400/30=13.33mm≤20mm，取20mm</p><p>　　ei=e0+ea=431+20=451mm</p><p>　　ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3

49、15;1.6×105/(231.78×103)=4.9>1.0</p><p><b>　　取ζ1=1.0</b></p><p>　　又l0/h=18>15，故取ζ2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97</p><p>　　η=1+ζ1ζ2=1+×1.

50、0×0.97=1.199</p><p>　　ηei=1.199×451=532.75mm>0.3h0=109.5mm</p><p><b>　　故按大偏心受壓計算</b></p><p>　　則e=ηei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mm</p><p><

51、;b>　　ζb=0.482</b></p><p>　　N≤ɑ1fcbh0ζ</p><p>　　ζ=N/(ɑ1fcbh0)=231.78×103/(1.0×14.3×400×365)=0.111<ζb</p><p>　　ζh0=0.111×365=40.5mm<2as’=70mm&l

52、t;/p><p><b>　　不滿足</b></p><p>　　取x=2as’=70mm，則 ζ=2as’/h0=70/365=0.192</p><p>　　As=As’=[Ne-ɑ1fcbh02ζ(1-0.5ζ)]/[fy(h0-as)</p><p>　　e=ηei+h/2-as’=532.75+400/2-35=

53、697.75mm</p><p>　　As=[231.78×103×697.75-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)]/[360×(365-35)]=247.96mm2</p><p>　　因As=247.96mm2<ρminbh=0.002×4

54、00×400=320mm2</p><p>　　取As=320mm2</p><p>　　配置2φ20（As=628mm2）</p><p>　　(2)再按M2，N2計算（M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN）</p><p>　　e0=M2/N2=99.34/277.14=0.358m</p>

55、<p>　　ea=h/30=400/30=13.33mm≤20mm，取20mm</p><p>　　ei= e0+ea=358+20=378mm</p><p>　　ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(277.14×103)=4.1>1.0</p><p><b>　　取ζ1

56、=1.0</b></p><p>　　又l0/h=18>15，故取ζ2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97</p><p>　　η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×0.97=1.233</p><p>　　ηei=1.233×378=466.07mm>0.3h0=10

57、9.5mm</p><p><b>　　故按大偏心受壓計算</b></p><p>　　則e=ηei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mm</p><p><b>　　ζb=0.482</b></p><p>　　N≤ɑ1fcbh0ζ</p><p>

58、;　　ζ=N/(ɑ1fcbh0)=277.14×103/(1.0×14.3×400×365)=0.133<ζb</p><p>　　ζh0=0.133×365=48.5mm<2as’=70mm</p><p><b>　　不滿足</b></p><p>　　取x=2as’=70mm，

59、則 ζ=2as’/h0=70/365=0.192</p><p>　　As=As’=[Ne-ɑ1fcbh02ζ(1-0.5ζ)]/[fy(h0-as)</p><p>　　e=ηei+h/2-as’=466.07+400/2-35=631.07mm</p><p>　　As=[277.14×103×631.07-1.0×14.3

60、15;400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)]/[360×(365-35)]=358.82mm2</p><p>　　因As=358.82mm2>ρminbh=0.002×400×400=320mm2</p><p>　　取As=358.82mm2</p><p>　　配置

61、2φ20（As=628mm2）</p><p>　　綜合兩組計算結(jié)果，最后上柱鋼筋截面面積每側(cè)選用(2φ20（As=628mm2）)</p><p><b>　　2.下柱配筋計算</b></p><p>　　從表2中選取兩組最不利的內(nèi)力</p><p>　　M1=-456.61kN·m；N1=386.51kN。

62、</p><p>　　M2=505.93kN·m；N2=754.93kN。</p><p><b>　　先按M1，N1計算</b></p><p>　　l0/h=8600/800=10.75>5,故需要考慮縱向彎曲影響，其截面按對稱配筋計算，其偏心距為：</p><p>　　e0=M1/N1=456.61

63、/386.51=1.181m</p><p>　　ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm</p><p>　　ei= e0+ea=1181+26.67=1207.67mm</p><p>　　ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(386.51×103)=2.73>1.0&l

64、t;/p><p><b>　　取ζ1=1.0</b></p><p>　　又l0/h=10.75<15，故取ζ2=1.0 </p><p>　　η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×1.0=1.059</p><p>　　則e=ηei+h/

65、2-as=1278.92+800/2-35=1643.92mm</p><p>　　先按大偏心受壓計算相對受壓區(qū)高度x，并假定中和軸通過翼緣，則有，x<hf’=112.5mm,ζb=0.550,x=N/(ɑ1fcbf’)=386.51×103/(1.0× </p><p>　　14.3×400)=67.57mm<ζb h0=0.55×

66、765=420.75mm</p><p>　　As=As’=[Ne-ɑ1fcbf’x(h0-0.5x)]/[fy(h0-as)]=[386.51×103×1643.92-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)]/[360×(765-35)]=1342mm2>ρminA=0.002×1.47

67、5×105mm2=295mm2</p><p>　　(2)再按M2，N2計算（M2=505.93kN·m；N2=754.93kN）</p><p>　　e0=M2/N2=505.93/754.93=0.670m</p><p>　　ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm</p><p>　　ei= e

68、0+ea=670+26.67=696.67mm</p><p>　　ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(754.93×103)=1.397>1.0</p><p><b>　　取ζ1=1.0</b></p><p><b>　　ζ2=1.0</b>&

69、lt;/p><p>　　η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×1.0=1.102 </p><p>　　則e=ηei+h/2-as=1.102×696.67+800/2-35=1133mm</p><p>　　先按大偏心受壓計算相對受壓區(qū)高度x，并假定中和軸通過翼緣，則有，x<hf’=112.5mm,ζb=0.550,x=N/(ɑ1fcbf

70、’)= 754.93×103/(1.0× </p><p>　　14.3×400)=131.98mm> hf’=112.5mm</p><p>　　x>2as=70mm，按中和軸在腹板內(nèi)的大偏心受壓對稱配筋計算。</p><p>　　x=[N-ɑ1fc(bf’-b)hf’]/(ɑ1fcb) =[754.93×1

71、03-1.0×14.3×(400-100)×100]/(1.0×14.3×100)=227.92mm</p><p>　　As=As’=[Ne-ɑ1fcbf’x(h0-0.5x) - ɑ1fc(bf’-b)hf’(h0- hf’)]/[fy(h0-as)]=[754.93×103×1133-1.0×14.3×400×

72、;67.57×(765-0.5×67.57)- 14.3×(400-100)×100×(765-100)]/[360×(765-35)]=1093mm2</p><p>　　>ρminA=0.002×1.475×105mm2=295mm2</p><p>　　綜合兩組計算結(jié)果，最后上柱鋼筋截面面積每側(cè)選用

73、(4φ22（As=1520mm2）)</p><p><b>　　3.柱裂縫寬度驗算</b></p><p><b>　　(1)上柱</b></p><p>　　從表-3中取一組正常使用極限狀態(tài)荷載效應的組合值進行裂縫寬度驗算：</p><p>　　Mk=76.89kN·m,Nk=193.

74、15kN</p><p>　　e0=Mk/Nk=0.398m</p><p>　　ρte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.00785<0.01,取0.01</p><p>　　因為 l0/h=18>14；ζ1=1.0；ζ2=0.97</p><p>　　ηs=1

75、+×1.0×0.97=1.157</p><p>　　則e=ηse0+h/2-as=1.157×398+400/2-35=625mm</p><p>　　γf’=0，z=[0.87-0.12(1-γf’)(h0/e)2]h0</p><p>　　=[0.87-0.12(1-0)×(365/625)2]×365<

76、/p><p><b>　　=303mm</b></p><p>　　按荷載標準組合計算的縱向受拉鋼筋應力</p><p>　　σsk=Nk(e-z)/(zAs)=193.15×103(625-303)/(303×628)=326.8N/mm2</p><p>　　裂縫間鋼筋應變不均勻系數(shù)為:</p&

77、gt;<p>　　ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)</p><p>　　=1.1-0.65×2.01/(0.01×326.8)=0.7</p><p>　　ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)</p><p>　　=2.1×0.7×(326.8

78、/200000)×(1.9×25+0.08×20/0.001)</p><p>　　=0.498mm>0.3mm</p><p>　　不滿足要求，故重新配置鋼筋：4φ20（As=1256mm2）</p><p>　　則ρte=0.0157；σsk=163.42N/mm2</p><p>　　ψ=1.1-0.

79、65ftk/(ρte·σsk)</p><p>　　=1.1-0.65×2.01/(0.01×163.42)=0.591</p><p>　　故ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)</p><p>　　=2.1×0.591×(163.8/200000)×(1.9

80、×25+0.08×20/0.001)</p><p>　　=0.21mm<0.3mm</p><p><b>　　滿足要求。</b></p><p><b>　　(2)下柱</b></p><p>　　從表-3中取一組正常使用極限狀態(tài)荷載效應的組合值進行裂縫寬度驗算：<

81、;/p><p>　　Mk=350.59kN·m,Nk=495.52kN</p><p>　　e0=Mk/Nk=0.708m</p><p>　　ρte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.0238</p><p>　　因為 l0/h=10.75<14；ζ1=1.0；

82、ηs=1.0</p><p>　　則e=ηse0+h/2-as=1.0×708+400/2-35=1073mm</p><p>　　γf’=(bf’-b)hf’/(bh0)=(400-100)×112.5/(100×765)=0.441</p><p>　　z=[0.87-0.12(1-γf’)(h0/e)2]h0</p>

83、<p>　　=[0.87-0.12(1-0.441)×(765/1073)2]×765</p><p><b>　　=639.5mm</b></p><p>　　按荷載標準組合計算的縱向受拉鋼筋應力</p><p>　　σsk=Nk(e-z)/(zAs)</p><p>　　=495520

84、×(1073-639.5)/(639.5×1520)</p><p>　　=354.78N/mm2</p><p>　　裂縫間鋼筋應變不均勻系數(shù)為:</p><p>　　ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)</p><p>　　=1.1-0.65×2.01/(0.0206×354.7

85、8)=0.917</p><p>　　ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)</p><p>　　=2.1×0.917×(354.78/200000)×(1.9×25+0.08×22/0.0206)</p><p>　　=0.287mm<0.3mm</p>

86、<p><b>　　滿足要求。</b></p><p>　　4.運輸、吊裝階段驗算</p><p><b>　　(1)荷載計算</b></p><p>　　上柱矩形截面面積 0.16m2</p><p>　　下柱矩形截面面積 0.32m2</p><p>　　

87、下柱工字形截面面積 0.1475m2</p><p>　　上柱線荷載 q3=0.16×25=4kN/m</p><p>　　下柱平均線荷載 q1=[0.32×(0.6+1.5)+0.1475×6]×25/8.1=4.8kN/m</p><p>　　牛腿部分線荷載q2=[0.24+0.4×(0.25×0.

88、3+0.5×0.25×0.3)/0.5]/25</p><p>　　=10.25kN/m</p><p><b>　　(2)彎矩計算</b></p><p>　　l1=0.6+6+1.5=8.1m</p><p>　　l2=0.5m；l3=3.6m</p><p>　　則： M

89、C=-0.5×4×3.62=25.92kN·m</p><p>　　MB=-4×3.6×(0.5+0.5×3.6)-0.5×10.25×0.52=-33.28kN·m</p><p>　　求AB跨最大彎矩，先求反力RA：</p><p>　　ΣMB=0 RA=(0.5

90、15;4.8×8.12-33.28)/8.1=15.33kN</p><p>　　令V=RA-q1X=0；X=RA/q1=15.33/4.8=3.19m</p><p>　　則AB跨最大彎矩為：</p><p>　　MAB=15.33×3.19-0.5×4.8×3.192=24.48kN</p><p>

91、;　　故最不利截面為B及C截面</p><p><b>　　(3)配筋驗算</b></p><p><b>　　對B截面</b></p><p>　　荷載分享系數(shù)為1.2，動力系數(shù)為1.5，對一般建筑物，構(gòu)件的重要性系數(shù)取γ0=0.9，則其彎矩設計值為</p><p>　　MB=-1.2×

92、1.5×0.9×33.28=-53.91kN·m</p><p>　　受拉鋼筋截面面積：（為偏于安全，下柱取工形截面計算）</p><p>　　ɑs=M/(ɑ1fcbh02)=53910000/(1.0×14.3×200×3652)=0.1415</p><p>　　查表得 γs=0.928</p&

93、gt;<p>　　As= M/(fyγsh0)=53910000/(360×0.928×365)=422mm2</p><p>　　下柱原配受拉鋼筋4φ22（As=1520mm2），故安全</p><p><b>　　對C截面</b></p><p>　　其彎矩設計值為：MB=-1.2×1.5

94、5;0.9×25.92=-41.99kN·m</p><p><b>　　受拉鋼筋截面面積</b></p><p>　　ɑs=M/(ɑ1fcbh02)=41990000/(1.0×14.3×400×3652)=0.055</p><p>　　查表得 γs=0.972</p>&l

95、t;p>　　As= M/(fyγsh0)=41990000/(360×0.972×365)=329mm2</p><p>　　下柱原配受拉鋼筋4φ20（As=1256mm2），故安全</p><p><b>　　(4)裂縫寬度驗算</b></p><p><b>　　對B截面</b></p&

96、gt;<p>　　ρte=As/(0.5bh)=1520/(0.5×400×200)=0.038</p><p>　　MBk=-1.5×33.28=-49.92kN·m</p><p>　　σsk=Mk/(0.87Ash0)=49920000/(0.87×1520×365)=103.4N/mm2</p>

97、<p>　　ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)=1.1-0.65×2.01/(0.038×103.4)</p><p><b>　　=0.758</b></p><p>　　ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)</p><p>　　=2.1

98、15;0.758×(103.4/200000)×(1.9×25+0.08×22/0.038)</p><p>　　=0.077mm<0.3mm</p><p><b>　　故滿足要求</b></p><p><b>　　對C截面</b></p><p>

99、　　ρte=As/(0.5bh)=1256/(0.5×400×200)=0.0314</p><p>　　MBk=-1.5×25.92=-38.88kN·m</p><p>　　σsk=Mk/(0.87Ash0)=38880000/(0.87×1256×365)=97.48N/mm2</p><p>　　ψ

100、=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)=1.1-0.65×2.01/(0.0314×97.48)</p><p><b>　　=0.673</b></p><p>　　ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)</p><p>　　=2.1×0.673

101、5;(103.4/200000)×(1.9×25+0.08×20/0.0314)</p><p>　　=0.054mm<0.3mm</p><p><b>　　故滿足要求</b></p><p>　　綜上所述，既可以采用平吊，也可以采用翻身吊，建議采用翻身吊。</p><p><

102、b>　　5.柱的牛腿設計</b></p><p><b>　　(1)荷載計算</b></p><p>　　Dkmax=0.9×180×(1+0.207+0.8+0.06)=336.0kN</p><p>　　G4=30.4+0.8×6=35.2kN</p><p>　　共計

103、 371.2kN</p><p><b>　　(2)截面尺寸驗算</b></p><p>　　h1=250mm, h=500mm, C=350mm, 則h0=500-35=465mm，</p><p>　　a=750-800=-50mm，ftk=2.01N/mm2，F(xiàn)hk=0,β=0.80。</p><

104、;p>　　β(1-0.5Fhk/Fvk)ftkbh0/(0.5+a/h0)=0.8×2.01×400×465/(0.5-50/465)</p><p>　　=762kN>Fvk=371.2kN</p><p>　　ɑ<450,故滿足要求。</p><p><b>　　(3)配筋計算</b><

105、/p><p>　　縱筋截面面積Fv=1.2×35.2+1.4×336.0=513kN</p><p>　　As=50×513×103/(0.85×300×465)=216mm2</p><p>　　<ρminbh=0.002×350×500=280mm2</p><

106、p>　　選用4φ16（As=402mm2）</p><p>　　箍筋選用φ8@100mm（2φ8，Ash=101mm2），則在上部2/3h0處實配箍筋截面面積為 Ash=101/100×2/3×402=271mm2>1/2As=1/2×402=201mm2</p><p><b>　　滿足要求</b></p>

107、<p>　　a/h0=50/465=0.11<0.3，故不需設置彎起鋼筋。</p><p><b>　　八．基礎設計</b></p><p><b>　　1.荷載</b></p><p>　　按《地基規(guī)范》規(guī)定，對地基承載力特征值為160-200kN/m2，單跨廠房的跨度l≤30m，吊車起重量不超過30-

108、50t的丙級建筑物，設計時可不做地基變形驗算。當?shù)鼗闯休d力確定基礎底面面積時，應按荷載效應標準值進行計算。這樣，可從表3中選取以下兩組控制內(nèi)力進行基礎底面計算：</p><p>　　M1k=350.59kN·m；N1k=495.52kN；V1k=35.79kN</p><p>　　M2k=291.49kN·m；N2k=290.84kN；V1k=-36.15kN<

109、/p><p>　　初步估算基礎底面尺寸為:</p><p>　　A=l·b=2.4×3.6=8.64m2,W=1/6×2.4×3.62=5.184m3，取基礎高度為1.1m，基礎埋深為1.7m，則基礎自重和土重為：(取基礎與土的平均自重為20kN/m3)</p><p>　　Gk=γm·lb·H=20×

110、;2.4×3.6×1.7=294kN</p><p>　　由基礎梁傳至基礎頂面的外墻重：</p><p>　　Gwk=[12.2×6.0-4.8×(4.8+2.0)+2.2×6]×0.37×19=378kN</p><p><b>　　2.地基承載力驗算</b></p&

111、gt;<p>　　ηd=1.6，取基礎底面以上土的平均自重γm=20kN/m3，則</p><p>　　fa=180+1.6×20×(1.7-0.5)=218.4kN/m2</p><p>　　(1) 按第一組荷載驗算，其基礎底面荷載效應標準值為</p><p>　　Mbot,1k=M1k+V1k·h+Gwk·e

112、w</p><p>　　=350.59+35.79×1.1-378×(0.37/2+0.8/2)</p><p><b>　　=168.83kN</b></p><p>　　Nbot,1k=N1k+Gk+Gwk=495.52+299+378=1167.52kN</p><p>　　p1k,max

113、 </p><p>　　=Nbot,1k/(l·b)±Mbot,1k/W</p><p><b>　　p1k,min</b></p><p>　　=1167.52/(2.4×3.6)±168.83/5.184=135.13±32.57</p><p>　　167.7kN/

114、m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2</p><p><b>　　=</b></p><p>　　102.56kN/m2</p><p>　　pk=1/2×(167.7+102.56)=135.13kN/m2<fa=218.4kN/m2</p><p>　　(2)按

115、第二組荷載驗算，其基礎底面荷載效應標準值為</p><p>　　Mbot,2k=M2k+V2k·h+Gwk·ew</p><p>　　=-291.49-36.15×1.1-378×(0.37/2+0.8/2)</p><p>　　=-552.39kN</p><p>　　Nbot,2k=N2k+Gk+G

116、wk=290.84+294+378=962.84kN</p><p>　　p2k,max </p><p>　　=Nbot,2k/(l·b)±Mbot,2k/W</p><p><b>　　p2k,min</b></p><p>　　=552.39/(2.4×3.6)±962

117、.84/5.184=111.44±106.56</p><p>　　218.2kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2</p><p><b>　　=</b></p><p><b>　　4.88kN/m2</b></p><p>　　pk=1/2

118、×(218+4.88)=109.1kN/m2<fa=218.4kN/m2</p><p><b>　　故滿足要求。</b></p><p><b>　　3.基礎抗沖切驗算</b></p><p>　　從表2中取用第一組荷載效應設計值，（其產(chǎn)生的pmax較大者）進行抗沖切驗算，M1=-456.61kN

119、3;m，N1=386.51kN，V1=-55.3kN</p><p>　　其基礎底面的相應荷載效應設計值為： </p><p><b>　　基礎自重（不考慮）</b></p><p>　　外墻傳至基礎頂面重 </p><p>　　Mbot,1=M1+V·h+Gwk·ew</p><

120、;p>　　=-456.61-55.3×1.1-453.6×(0.37/2+0.8/2)</p><p>　　=-782.80kN</p><p><b>　　基礎底面凈反力為：</b></p><p>　　pn,max </p><p>　　=Nbot,n/(l·b)±

121、Mbot,n/W</p><p><b>　　pn,min</b></p><p>　　=840.11/(2.4×3.6)±782.80/5.184=109.39±151.00</p><p>　　260.39kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2</p>

122、<p><b>　　=</b></p><p>　　-41.64kN/m2</p><p>　　因最小凈反力為負值，故其底面凈反力應為</p><p>　　e0=782.80/840.11=0.932m</p><p>　　a=b/2-e0=3.6/2-0.932=0.868m</p><p

123、>　　故pn,max=2N/(3al)=2×840.11/(3×0.868×2.4)=268.85kN/m2</p><p>　　(1)柱根處沖切面抗沖切驗算</p><p>　　ab=at+2h0=0.4+2×1.055=2.51m>2.4m，取2.4m</p><p>　　A=(b/2-bt/2-h0)

124、3;l=(3.6/2-0.8/2-1.055)×2.4=0.345m2</p><p><b>　　其沖切荷載計算值</b></p><p>　　Fl=pn,max·A=268.85×0.345=92.75kN</p><p>　　則沖切承載力按下式計算</p><p>　　Fl≤0.7βh

125、·ft·amh0</p><p>　　βh=0.948, am=1/2(at+ab)=1/2×(0.4+2.4)=1.4m </p><p><b>　　則沖切承載力為</b></p><p>　　0.7βh·ft·amh0=0.7×0.948×1.43×1.4&#

126、215;103×1055</p><p>　　=1441.5kN>Fl=92.75kN</p><p><b>　　滿足要求。</b></p><p>　　(2)變階處沖切面抗沖切驗算</p><p>　　ab=0.4+2×0.4+2×0.755=2.71m>2.4m，取2.4m

127、</p><p>　　A=(b/2-bt/2-h0)·l-(l/2-at/2-h0)</p><p>　　=(3.6/2-0.8/2-1.055)×2.4-(2.4/2-1.2/2-0.755)</p><p>　　=0.708-0.024=0.684m2</p><p><b>　　其沖切荷載計算值</b

128、></p><p>　　Fl=pn,max·A=268.85×0.684=183.89kN</p><p>　　βh=1.0,am=1/2(at+ab)=1/2×(1.2+1.4)=1.8m</p><p><b>　　則沖切承載力為</b></p><p>　　0.7βh·

129、ft·amh0=0.7×1.0×1.43×1.8×103×1055</p><p>　　=1360kN>Fl=183.89kN</p><p><b>　　滿足要求。</b></p><p><b>　　3.基礎抗沖切驗算</b></p>&l

130、t;p>　　(1)基礎長邊方向配筋</p><p>　　按第一組荷載計算（最不利）：</p><p>　　基礎底邊土凈反力pn,max=268.85kN/m2</p><p>　　在柱根處及變階出凈反力</p><p>　　pn1=(3a-b/2+bt/2)/(3a)×pn,max</p><p>　　

131、=(3×0.868-1.8+0.4)/(3×0.868)×268.85=124.3kN/m2</p><p>　　pn2=(2.064-1.8+0.4)/2.064×268.85=165.6kN/m2</p><p><b>　　則其截面相應彎矩為</b></p><p>　　MⅠ=1/12(b/2-bt

132、/2)2[(2l+at)(pn,max+pn1)+(pn,max-pn1)]</p><p>　　=1/12×(3.6/2-0.8/2)2×[(2×2.4+0.4)</p><p>　　×(268.85+124.3)+(268.85-124.3)]</p><p>　　=126.7kN·m</p>&l

133、t;p>　　MⅢ=1/12×(3.6/2-1.6/2)2×[(2×2.4+1.2)</p><p>　　×(268.85+124.3)+(268.85-124.3)]</p><p>　　=153.4kN·m</p><p>　　相應于Ⅰ-Ⅰ和Ⅲ-Ⅲ截面的配筋為</p><p>　　As

134、=MⅠ/(0.9h01fy)=126.7×106/(0.9×1055×360)=371mm2</p><p>　　As=MⅢ/(0.9h02fy)=153.4×106/(0.9×755×360)=627mm2</p><p>　　選用16φ8@180（As=804.8mm2）</p><p>　　(2)基礎

135、短邊方向配筋</p><p>　　按第二組荷載計算（最不利）：</p><p>　　M2=505.93kN·m；N2=754.93kN；V2=46.49kN；Gw=453.6kN</p><p>　　則 Mbot,2=505.93+46.49×1.1-453.6×(0.37/2+0.8/2)=291.71kN·m</p&

136、gt;<p>　　Nbot,2=754.93+453.6=1208.5kN</p><p>　　pn,max </p><p>　　=Nbot,n/(l·b)±Mbot,n/W</p><p><b>　　pn,min</b></p><p>　　=1208.5/(2.4×

137、;3.6)±291.71/5.184=139.9±56.27</p><p>　　196.17kN/m2</p><p><b>　　=</b></p><p>　　83.63kN/m2</p><p><b>　　則其截面相應彎矩為</b></p><p&