钢筋混凝土课程设计任务书
设计题目： 单层单跨工业厂房 学 院： 城市建设学院 专 业： 建筑工程技术 班 级： 建工1002班 学 号： [1**********]7 指导老师： 吴老师 姓 名： 王绍福
单层单跨工业厂房设计计算书
第一章 设计资料
1.1设计资料
1 工程名称: ××厂装配车间。
2 工程概况：某工厂拟建一个装配车间，根据工艺布置的要求，车间为单跨单层厂房，跨度为18m，设吊车20/5t.10t吊车各一台，吊车均为中级工作制，牛腿面标高为9.6m，吊车梁以上设高侧窗，洞口尺寸为4.2×1.8m，吊车梁以下设低侧窗，洞口尺寸为4.2×4m，圈梁设在柱顶处。 3建筑设计资料: 屋面构造为： 三毡四油防水层
找平层（20mm厚水泥砂浆） 100厚水泥珍珠岩制品保温层 一毡两油隔汽层 20mm厚水泥砂浆找平层 预应力混凝土大型屋面板 维护结构
采用370mm厚烧结粘土空心砖（重度为8kN/m2） 4结构设计资料：
自然条件: 基本风压 0.4kN/m；基本雪压 0.25kN/m。 地震设防烈度：该工程位于非地震区，故不需抗震设防。
5建设地点：某市郊外某地，厂区地形平坦，工程地质条件均匀，地基为亚粘性土，该土层承载力特征值为280KN/m,ES 8.0Mps,最高地下水位在地表以下15m，可不考虑对基础的影响。
6吊车资料：吊车资料查阅08G118单层工业厂房谁选用相关标准资料。 建筑平面、剖面如图1-1和图1-2所示。
图1-1 建筑平面布置图
图1-2 I-I剖面图
2
2
2
第二章 厂房标准构件及排架柱材料选用
2.1 厂房中标准构件选用情况
2.1.1 屋面做法
三毡四油防水层： 0.4kN/m找平层（20mm厚水泥砂浆） 0.4kN/m100mm珍珠岩制品保温层 0.5kN/m
222
2
一毡两油隔汽层 0.05kN/m20mm水泥沙浆找平层：
0.4kN/m
2
合计： g1k=∑g=1.7kN/m2屋面活荷载： q1k=0.5kN/m2
屋面外荷载： g1k+q1k=1.7+0.4=2.1kN/m2 屋面板采用G410（一）标准图集：1.5m×6m预应力混凝土屋面板（卷材防水） 中间板： YWB—2II 边 跨 板： YWB—2IIS 允许外荷载： 2.5kN/m2 板自重： g2k=1.40kN/m2 灌缝重： g3k=0.10kN/m2
2.1.2屋架
屋架采用G415（一）标准图集的预应力混凝土折线型屋架（YWJ—18—2Bb）
允许外荷载： 4.00kN/m
2
屋架自重： g4k=104.65kN/m2
2.1.3
2.1.3天沟板
天沟板采用G410（三）标准图集。
中间板： TGB77 中间板左开洞： TGB77b 中间板右开洞： TGB77a 端跨左开洞： TGB77sb 端跨右开洞： TGB77sa 允许荷载： 4.26kN/m构件自重： 2.24kN/m
22
2.1.4吊车梁
吊车梁选用04G426标准图集,中级工作制备，一台起重量为20/5t的吊车,Lk=16.5m ,另一台起重量为10t，Lk=16.5m，选用吊车梁：中间跨:YDL—4Z,边跨YDL—4B,构件自重：
g5k=
46.3kN/根41.3kN/根
。
吊车轨道联接选用04G325标准图集,中级吊车自重：g6k=0.8kN/m。
2.2排架柱材料选用
(1) 混凝土：采用C30(fc=14.3N/mm2,ftk=2.01N/mm2)。 (2)
钢
筋
2
：纵向受
5
力
2
钢筋采用HRB400级
(fy=360N/mm,ξb=0.55,Es=2⨯10N/mm)。
(3) 箍筋：采用HPB235级(fy=210N/mm)。 (4) 型钢及预埋铁板均采用I级。
2
第三章 排架柱高与截面计算
3.1排架柱高计算
由吊车资料表可查得，Q=20/5t：H＝2200mm,轨顶垫块高为200mm。 牛腿顶面标高＝9.600m
柱顶标高 ＝牛腿顶面标高+吊车梁高+轨顶垫块高+H ＝9.600+1.200+0.200+2.2 ＝13.2m (取13.000m)
上柱高 Hu＝柱顶标高－牛腿顶面标高
＝13.000-9.600=3.400m
全柱高H＝柱顶标高－基顶标高
＝13.000－(－0.500)＝13.500m
下柱高Hl＝全柱高－上柱高
＝13.500－3.400＝10.100m
实际轨顶标高＝牛腿顶面标高+吊车梁高+轨顶垫块高 ＝11.000m
3.2排架截面尺寸计算
截面尺寸需要满足的条件为：b≧Hu/20＝10100/20=505mm.h≥Hu/12＝842mm 取柱截面尺寸为：上柱：（b×h）＝500×500
下柱：（b×h）＝500×1000×120×200（如图3-1）
图3-1 下柱截面图
计算参数
错误！未找到引用源。上、下柱截面惯性矩I 上柱Iu＝1/12×0.5×0.53＝0.0052m4 下柱Il＝1/12×0.5×1＝0.0417m
3
4
错误！未找到引用源。上、下柱截面面积A
上柱Au＝0.5×0.5＝0.25m2 下柱Al＝0.5×1-＝0.5m2
错误！未找到引用源。上柱与全柱高比值λ λ＝3.4/13.5＝0.252
错误！未找到引用源。惯性矩比值n N＝Iu/Il=0.0052/0.0417=0.1247 排架计算简图如图3-2所示。
图3-2 排架计算简图
第四章 排架柱上的荷载计算
4.1屋盖自重计算
G1=(g1k+g2k+g3k)⨯柱距⨯
厂房跨度
2
+g4k⨯0.5
=（1.7+1.40+0.1）×6×
182
+104.65×0.5=225.125KN(作用在柱顶)
e1=h上/2-150=500/2-150=100mm(与上柱中心线的偏心距
)
4.2柱自重计算
上柱：G2=25⨯0.5⨯0.5⨯3.4=21.25kN（作用于上柱中心线） e2=
hl2-hu2=10002
-5002
=250mm
下柱：G4=25⨯(0.5⨯1⨯10.1)=126.25kN(作用于下柱中心线
e4=0mm
)
4.3吊车、吊车梁及轨道自重计算
G3=g5k+g6k⨯柱距
)
)
=46.3+0.8⨯6=51.1N(作用于牛腿顶
e3=750-hf/2=750-1000/2=250mm(与下柱中心线偏心距
4.4屋面活荷载计算
Q1=0.5⨯厂房跨度/2⨯B =0.5⨯
182
⨯6=27kN(作用位置同
G1)
4.5吊车荷载计算
竖向荷载：pmax.k=195kN, pmin.k=30kN, K=4400mm, B=5650mm, Qk=302kN, 。 g=
118kN（双闸）
根据B与K，由影响线（见图4-1）
图4—1吊车梁影响线
可以求得
y1＝0.058 y2＝0.79 y3＝1.00, y4＝0.267
由上求得
Dmax=195⨯（0.058+0.79+1+0.267） =412.43kN(作用同G3) Dmin=30⨯（0.058+0.79+1+0.267） =63.45kN(作用同G3)
吊车水平荷载为
Tk=0.1(G1+Q)/4=0.1(225.13+7.8⨯10)/4=7.58kN
则
Tmax=7.58⨯(0.058+0.79+1+0.2)=55.32kN(作用于吊车梁顶面
→ ←)
其作用点到柱顶的垂直距离
y=上柱高-吊车梁高-垫块高=3.4-1.2-0.2=2m
yHu
=
23.4
=0.588
4.6风荷载计算
基本风压:ω0=0.4kN/m2
风压高度变化系数μz按C类地区考虑，根据柱顶标高13.50m，查看《荷载规范》用内插法得μz1=1.098, 对Fw按檐口标高1.42m, 用内插法得us2=1.090，风载体型系数
s1
＝+0.8, μ
s2
＝-0.5,μ
s2
＝-0.5，μ
s2
＝0.6，具体情况见下图4-2
图4-2 风荷载体型系数
则
q1=μsμzω0B=0.8⨯1.098⨯0.4⨯6=2.11kN/m q2=μsμzω0B=0.5⨯1.098⨯0.⨯6=1.217kN/m
柱顶风荷载集中力设计值：
Fw=10.7KN
第五章 内力计算
5.1
Gx作用内力计算
5.1.1 G1作用(排架无侧移)
M11=G1e1=225.13⨯0.1=22.513kN⋅m M12=G1e2=225.13⨯0.25=56.28kN⋅m
由n=
IuIl
=
0.00520.0417
=0.1247,λ=
HuH
=
3.413.5
=0.252 ,则：
C1=
32
1-λ(1-⨯1+λ(
3
2
1n
)
=0.747
1n
-1)
故M11作用下不动铰承的柱顶反力为
R11=-C1
M11H
=-0.747⨯
22.51313.5
=-1.246kN(→)
同时有
C2=
32⨯
1-λ1+λ(
3
2
1n
=1.262 -1)
故在M12作用下不动铰承的柱顶反力为
R12=-C2
M12H
=-1.262⨯
56.2813.5
=-5.26kN(→)
故在M11和M12共同作用下（即在G1作用下）不动铰支承的柱顶反力为
R1=R11+R12=-6.507kN (→)
相应的计算简图及内力图如图5-1所示
图5-1 恒荷载作用下的内力
(a)G1的作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图（kN）
5.1.2 G2、G3、G4作用计算简图及内力图
G2=21.25kN, G3=51.1kN, G4=126.25kN, e3=250mm
图5-2 G2、G3、G4作用计算简图及内力图
(a) G2、G3、G4作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图(kN)
5.2 屋面活荷载内力计算
对于单跨排架，Q1与G1一样为对称荷载，且作用位置相同，但数值大小不同。故由G1
的内力计算过程可得到Q1的内力计算数值；
M11=Q1e1=27⨯0.1=2.7kN⋅m M12=Q1e2=27⨯0.25=6.75kN⋅m
R11=-C1
M11HM12H
=-0.747⨯
2.713.56.7514.5
=-0.149kN
R12=-C2
=-1.262⨯=-0.631kN
R1=R11+R12=-0.78kN (→)
相应的计算简图及内力图如图5-3 所示。
图5-3 Q1作用计算简图及内力图 (a)Q1的作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图(kN)
5.3 吊车竖向荷载作用内力计算
Dmax作用于A柱，Dmin作用于B柱，其内力为
MM
D⋅maxD⋅min
=Dmaxe3=412.43⨯0.25=103.11kN⋅m=Dmine3=63.45⨯0.25=15.86kN⋅m
厂房总长96m,跨度为18m，吊车其重量为20/5t和10t,则在MD⋅max=103.11kN⋅m，M
D⋅min
=15.86kN⋅m联合作用线按剪力分配法计算排架内力。
N=0.1247，λ=0.252,，在A柱和B柱的柱顶虚加水平不动铰支座，查附录9中的附图9-3得c3=1.27， RA=
M
max
HM
min
C3=
-103.1113.515.8613.5
⨯1.27=-9.7KN(←)
RB=
H
C3=
⨯1.27=1.49KN(→)
VA.2=VB.2=0.5⨯(-RA-RB)=0.5⨯(9.7-1.49)=4.1KN(→)
VA=VA.1+VA.2=-9.7+4.1=5.6KN VB=VB.1+VB.2=1.49+4.1=5.59KN
相应的计算简图及内力图如图 5-4 所示。
图5-4 Dmax作用计算简图及内力计算 (a) Dmax的作用；(b)M图(kN·m)；(c)V图(kN)
Dmin作用于A柱时，由于结构对称，故只需A柱与B柱的内力对换，并注意内力变号即可。
5.4 吊车水平荷载作用内力计算
当Tmax向左时，A、B柱的柱顶剪力按推导公式计算：
Y＝0.588Hl,利用内插法求得C5＝0.73另有Tmax＝21.4kN,μ＝0.85,则 VTA＝VTB＝－(1－μ) C5 Tmax＝－2.343kN(←)
相应的计算简图及内力图如图5-5所示。
图5-5 Tmax的作用计算简图及内力图
（a）Tmax的作用；(b)M图(kN·m)；(c)V图(kN)
当Tmax向右时，仅荷载方向相反，故弯矩值仍可利用上述计算结果，但弯矩图的方向与之相反。
5.5 风荷载作用
风从左向右吹时，先求柱顶反力系数C11，为λ=0.252，n=0.1247
⎡⎫⎤4⎛1
-1⎪⎥⎢1+λ
3⎣⎝n⎭⎦8⎡⎫⎤3⎛1
-1⎪⎥⎢1+λ ⎝n⎭⎦⎣
C11=
=
38
⨯
⎡1⎫⎤4⎛
1+0.303-1 ⎪⎥⎢
⎝0.1471⎭⎦⎣
⎡1⎫⎤3⎛
-1⎪⎥⎢1+0.303
⎝0.1471⎭⎦⎣
=0.347
对于单跨排架，用剪力分配法，计算此排架在风荷载作用下的内力。A、B柱顶剪力分别为
VA＝0.5[Fw－C11H(q1－q2)]
＝0.5×[10.07－0.347×13.5×(2.11－1.317)] ＝6.985kN(→)
VB＝0.5[Fw+C11H(q1－q2)]
＝0.5×[10.07+0.347×13.5×(2.11－1.317)] ＝7.207 kN(→)
风压高度变化系数按柱顶离室外天然地坪的高度13.5+2.1=15.6m取值 查表10-4得：离地面15m时，μz=1.14;离地面20是μz=1.25
μz=1.14+
1.25-1.1420-15
(15.6-15)=1.15
W
K
=[(0.8+0.5)h1+(0.6-0.6)h2]μzω0B=7.2KN
W=γQWk=1.4⨯7.2=10.09KN
计算柱顶剪力
RA=C11q1H=0.347⨯2.11⨯13.5=-9.88KN(←) RB=C11q2H=0.347⨯.1.317⨯13.5=-6.17KN(←) VA.2=VB.2=0.5⨯(10.09+9.88+6.17)=13.07KN(→) VA=VA.2+RA=13.07-9.88=3.19(→) VB=VB.2+RB=13.07-6.17=6.9(→)
相应的计算简图及内力图如图5-6 所示。
图5-6 风荷载作用计算简图及内力图 (a)风荷载的作用； (b)M图（kN·m）
风从右向左吹时，仅荷载方向相反，故弯矩值仍可利用上述计算结果，但弯矩图的方向与之相反。
5.6最不利荷载组合。
由于本例结构对称，故只需对A柱（或B柱）进行最不利内力组合，其步骤如下： （1）确定需要单独考虑的荷载项目。本工程为不考虑地震作用的单跨排架，共有8种需要单独考虑的荷载项目，由于小车无论向右或向左运行中刹车时，A、B柱在Tmax作用下，其内力大小相等而符号相反，在组合时可列为一项。因此，单独考虑的荷载项目共有
7项。
（2）将各种荷载作用下设计控制截面（I—I、II—II、III—III）的内力M、N（III—III截面还有剪力V）填入组合表5-1 。填表时要注意有关内力符号的规定。
（3）根据最不利又最可能的原则，确定每一内力组的组合项目，并算出相应的组合值。计算中，当风荷载与活荷载（包括吊车荷载）同时考虑时，除恒荷载外，其余荷载作用下的内力均应乘以0.9的组合系数。
排架柱全部内力组合计算结果列入表5-2。
表5-1 框架柱内力汇总表
注 ϕqi为活荷载组合系数，见
荷载规范，查的其值为
0.7。
第六章 排架柱设计
6.1柱截面配筋计算
最不利内力组的选用：由于截面3—3的弯矩和轴向力设计值均比截面2—2的大，故下柱配筋由截面3—3的最不利内力组确定，而上柱配筋由截面1—1的最不利内力组确定。
6.1.1 Ⅰ——Ⅰ 截面配筋：
1. Mmax组合(与Nmin组合相同)
M=51.17kN⋅m N=295.66kN h0=h-as=500-40=460mm L0=2H0=2×3400=6800mm A=500⨯500=250000mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm,ξea=max(h/30,20)=20mm e0＝M/N=173mm ei= e0+ ea =193mm
ζ1=0.5fCA/N=0.5×14.3×250000/295660=6.02>1取ζ1=1.0 ζ2=1.15-0.01×L0/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
2
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
6800500
=1.014＞1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯193
460
⨯(
6800500
)⨯1⨯1=1.319
2
e=ηei+h/2-as=1.319×193+500/2-40=356.0mm ξ=
Na1fcbh0
=
281560
1.0⨯14.3⨯500⨯460
=0.086
X= h0ξ=460×0.155=71.3mm h0ξb=460×0.55=253mm 2as=80mm 经比较：X
es=ηei-h/2+ as =1.483×205.3-500/2+40=94.46mm
`
b
且X
As=N es`/[fy(h-2as)=281560×94.46/[300×（500-80）]=211.08mm Amin=0.2%×250000=500mm
2
2
2.Nmax组合
M=23.13kN⋅m N=359.1kN h0=h-as=500-40=460mm L0=2H0=2×3400=6800mm
A=500⨯500=250000mm
2
纵向受力钢筋采用HRB335级ξea=max(h/30,20)=20mm e0＝M/N=64.4mm ei= e0+ ea =84.4mm
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×250000/359100=4.987>1取ζ1=1 ζ2= =1.15-0.01×L0/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
8800500
=1.014＞1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯84.4
460
⨯(
6800500
)⨯1⨯1=1.73
2
e=ηei+h/2-as=1.73×84.4+500/2-40=356.0mm ξ=
Na1fcbh0
=
359100
1.0⨯14.3⨯500⨯460
=0.109
X= h0ξ=460×0.109=50.2mm h0ξb=460×0.55=253mm 2as=80mm 经比较X
es`=ηei-h/2+ as =1.07×84.4-500/2+40=-64.0mm,则面积最小值为： Amin=0.2%×250000=500mm
2
b
且X
6.1.2Ⅲ——Ⅲ 截面配筋：
1.M
max
组合
⋅m
M=437.40kN N=1062.16kN
h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm
2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=412mm ei= e0+ ea =446mm
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/106210=2.63>1取ζ1=1 ζ
2
= =1.15-0.01×L0×1000＞ 1取ζ
2
=1
η=1+
11400ei
h0
(
L0h
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯446
960
⨯(
101001000
)⨯1⨯1=/h=1.15-0.01⨯
2
101001000
=1.17
e=ηei+h/2- as =1.17×446+1000/2-40=976mm ξ=
Na1fcbh0
=
10621601.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.156
X= h0ξ=960×0.156=149mm h0ξb=960×0.55=495mm 2as=80mm
经比较,hf2as ，
AS=AS=
`
Ne-a1fcbx(0-x/2)
f(h
y
,
-aS
)
=283.3mm2
=
1062160⨯976-1.0⨯14.3⨯500⨯149⨯（960-149/2）
300⨯(960-40)
2
Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm
2. Nmax组合
M=437.40kN
⋅m
N=1062.16kN
h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=412mm ei= e0+ ea =446mm
=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/1062160=2.63>1取ζ
1101002L21
⨯()⨯1⨯1=1.17 (0)ζ1ζ2=1+取ζ2=1 η=1+
1400⨯4461400eih1000
960h0
e=ηei+h/2- as =1.17×446+1000/2-40=976mm
1
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ
1
=1,
ξ=
Na1fcbh0
=
10621601.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.156
X= h0ξ=960×0.156=149mm h0ξb=960×0.55=495mm 2as=80mm
经比较,hf2as ，中和轴在翼缘内，且属于大偏心受压构件
AS=AS=
`
Ne-a1fcbx(0-x/2)
f(h
y
,
-aS
)
=383.3mm2
=
1062160⨯976-1.0⨯14.3⨯446⨯149⨯（960-149/2）
300⨯(960-40)
Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm2
3. Nmin组合
M=166.78kN⋅m N=508.78kN h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=328mm ei= e0+ ea =362mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/508780=7.0>1取ζ1=1 ζ2=1.15-0.01×L0×/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
101001000
=1.049>1取ζ2=1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯362
960
⨯(
101001000
)⨯1⨯1=1.19
2
e=ηei+h/2-as=1.×362+1000/2-40=891mm ξ=
Na1fcbh0
=
508780
1.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.074
b
（大偏心受压）
X= h0ξ=960×0.074=71.04mm h0ξb=960×0.55=528mm 2as=80mm 经比较X
`
b
且X
es=ηei-h/2+ as =1.19×362-500/2+40=221mm
As=N es`/[fy(h-2as)=508780×560/[300×（1000-80）]=407.39mm Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm
比较以上计算结果，排架柱配筋为：（单侧）
上柱：3Φ18（763.02mm） 配筋率:0.305%
2
2
2
下柱：4Φ20（1256mm2） 配筋率:0.25%
6.2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
查表（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=1.25×3400=4250mm 下柱:L0=0.8HL=0.8×10100=8080mm 1. Ⅰ——Ⅰ 截面：
Nmax=333.46kN
L0/b=4250/500=8.5 查表得 φ=1.0 N=0.9φ
(f
c
A+2fyAs) =0.9×1.0×（14.3×250000+2×300×763.02）
=3711 kN>Nmax 满足要求
2. Ⅲ——Ⅲ 截面
Nmax=1085.88kN
L0/b=10100/500=20.2 查表得 φ=0.75 N=0.9φ
(f
c
A+2fyAs) =0.9×0.75×（14.3×500000+2×300×1256）
= 6234kN>Nmax 满足要求
6．3斜截面抗剪和裂缝宽度验算
6.3.1垂直于弯矩作用平面承载力验算
柱内箍筋的配置：由于没有考虑地震作用，柱内箍筋一般按构造要求控制上下柱均可以按构造配箍筋φ8@ 200。
6.3.2柱的裂缝宽度验算
按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Nmin组合的最大，故按此组合来验算。
由内力组合表可知，验算裂缝宽度的最不利内力的标准值 上柱：
Mk=15376+20.97=36.73kN⋅m
Nk=246.38kN
ek=Mk/Nk=36.73/246.38=149.1mm
Mk=32.662+194.7=227.0kN⋅m Nk=423.73kN
ek=Mk/Nk=227.0/423.73=536mm>0.55h=0.55*960=528mm
2
2
须做裂缝宽度验算。
l0/h=8080/500=16.16>14,η=1.0
k
as=40 h0=960mm
ek=ηkek+h/2-as=1.0×536+1000/2-40=996mm
ρct=As/Act=1256/[0.5×120×1000+(500-120)×200]=0.009 则纵向受力钢筋As合力至受压区合力作用点间的距离为
Z＝[0.87-0.12(1-γ’)(ho/ek)2]ho
={0.87-0.12×[1-(500-120)×200/(120×960)]×(960/996)2}×960=824.5mm 纵向受拉钢筋As的应力
σs=Nk(ek-Z)/(AsZ)=423730×(996-805.26)/(1256×805.26)=125.2N/mm 裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数
ψ＝1.1-0.65ftk/(ρctσs)=1.1-0.65×2.01/(0.009×114.82)=0.16 故最大裂缝开展宽度
Wmax=αctψ
2
σsEs
(2.7c+0.11α/ρct)γ
=2.1×0.16×
满足要求。
125.22.0⨯10
5
×(2.7×40+0.11×20/0.009)×0.7=0.032mm
6.4柱牛腿设计
6.4.1牛腿几何尺寸的确定：
牛腿截面尺寸与柱宽相等，为500mm，牛腿顶面的长度为800mm，相应牛腿水平截面长度为1300mm。取牛腿外边缘高度为h1＝300mm，倾角ɑ＝45°,于是牛腿的几何尺寸如图6-1所示。
图6-1 牛腿几何尺寸及配筋图
6.4.2牛腿几何尺寸的验算：
由于吊车垂直荷载作用下柱截面内，a＝750－1000＝－250mm，即取ɑ＝0， 则
Fvk＝Dmax＋G3k＝412.43＋51.1＝463.53kN Fhk＝Tmax＝19.06kN
β 1-0.5⎝
⎛
Fhk⎫ftkbh019.062.01⨯500⨯560
⎪＝0.8×(1－0.5×)× ⎪aFvk⎭0.5463.530.5+
h0
＝882kN＞Fvk＝463.53kN
所以截面尺寸满足要求。
6.4.3牛腿配筋：
由于吊车垂直作用于下柱截面内，即a=750-1000=-250
故该牛腿可以按构造要求配筋，纵向钢筋取4Φ16（804mm），箍筋取ф10@100。
2
6.4.4局部承压强度验算：
0.75fcA＝0.75×14.3×500×500＝3575 kN＞Fvk=463.53kN 所以满足要求。
6.5柱的吊装验算
6.5.1吊装方案：
采用一点翻身起吊，吊点设在牛腿与下柱交接处，动力系数取1.5。
6.5.2荷载计算：
上柱自重:g1＝1.5×25×0.25＝9.375kN⋅m 牛腿自重:g2＝1.5×25×（0.5×1）＝18.75kN⋅m 下柱自重:g3＝1.5×25×（0.5×1）＝18.75kN⋅m
6.5.3内力计算:
M1＝M2＝
121218
×9.375×3.42＝54.19kN⋅m
12
×9.375×42＋×(18.75－9.375)×0.62＝76.69kN⋅m
118.875
2
M3＝
×18.75×9.52－＝173.18kN⋅m
柱的吊装验算简图如图6-2所示
图6-2 柱吊装验算简图
6.5.4截面承载力计算:
截面1-1：
b⨯h=500mm⨯500mm
h0=460mm,
As=As=763.02mm
'2
fy=360N/mm
故截面承载力为
2
'
Mu=Asfy(h0-as)=763.02⨯360⨯(460-40)=115.37kN⋅m>M1=54.19kN⋅m
截面2-2：
b⨯h=500mm⨯1000mm h0=960mm,
'2
As=As=1256mm
fy=360N/mm
故截面承载力为
'
2
Mu=Asfy(h0-as)=1256⨯360⨯(960-40)=415.99kN⋅m>M2=173.18kN⋅m
故满足要求。
第七章 基础设计
7.1 荷载计算
由柱子传至基顶的荷载。由排架柱内力组合表可得设计值如下：
第一组：Mmax=437.40kN⋅m N=1062.16kN V=60.67kN 第二组：Mmin=-53.63kN⋅m N=588.42kN V=-54.31kN 第三组：Nmax=1306.87kN M=65.9kN⋅m V=12.98kN
由基础梁传至基顶的荷载：
墙重（含外墙面的水刷石和内墙面的水泥石灰砂浆抹面）：
1.2⨯[(14.9+0.3-0.45)⨯6-4.2⨯(4.0+1.8)]⨯8=543.74kN
窗重（钢框玻璃窗）： 1.2⨯(4.2⨯1.8+4.2⨯4.0)⨯0.45=13.15kN 基
1.2⨯0.24⨯0.45⨯6⨯25=19.44kN
础梁：
由
基
础
梁
传
至
基
础
顶
面
的
荷
载
设
计
值
：
G5=576.33kN
G5对基础底面中心的偏心距： e5=
12
+
0.372
=0.685m
相应偏心弯矩设计值： G5e5=-576.33⨯0.685=-394.78kN⋅m
作用于基底的弯矩和响应基顶的轴向设计值。假定基础高度为
800+50+200=1100mm，基础顶面标高为-0.500m,基础埋深：d=h+500=1600mm，则作用
于基底的弯矩和相应基顶的轴向力设计值为:
第一组： Mbol=437.40+1.1⨯65.67-394.78=114.85kN⋅m
N=1062.16+576.33=1638.49
第二组： Mbol=-53.63-1.1⨯54.31-394.78=-281.41kN⋅m
N=1062.16+576.33=1638.49kN
第三组： Mbol=77.71+1.1⨯6.85-394.78=-310.15kN⋅m
N=1085.99+576.33=1662.21kN
7.2基底尺寸的确定
由第二组荷载确定l和b：
A=(1.1～1.4)⨯
1662.21280-20⨯1.6
=(7.32～10.2)m
2
取l/b=1.5，则取 b=2.7m, l=4m 验算e≤l/6的条件：e0=
MbolNbol
=
310.15
1662.21+20⨯2.7⨯4⨯1.6
=0.155m
验算其他两组荷载设计值作用下的基底应力： W=1/6l²b
第一组： pmax=
NbolA
+MbolW
=NA
+γGd+
MbolW
=
1650.62.7⨯4
+20⨯1.6+
114.8516
⨯2.7⨯4
2
=200.23kN/m
=1.2⨯280=336kN/m2(满足要求)
pmin=152.28+32-15.95
2
=168.33kN/m>0(满足要求)
pm=152.28+32=184.28kN/m
2
2
第二组： pmax=
588.422.7⨯4
+20⨯1.6+
53.6316⨯2.7⨯4
2
=157.86+32+23.14=93.93kN/m
=79.03kN/m>0(满足要求) pm=54.48+32
=86.48kN/m
所以最后确定基底尺寸为2.3m⨯3.6m，如图7-1所示。
22
2
2
图7-1 基础底面尺寸图
7.3确定基底高度
前面已初步假定基础的高度为1.1m，若采用锥形杯口基础，根据构造要求，初步确定的基础剖面尺寸如图7.2 所示。由于上阶底面落在柱边破坏锥面之内，故该基础只需进行变阶处的抗切验算。
在各组荷载设计值作用下的地基最大净反力：
第一组： ps.max=
1638.4910.81638.4910.81662.2110.8
+114.857.2281.417.2310.157.2
=167.66kN/m
2
第二组： ps.max=
+=190.79kN/m
2
第三组： ps.max=
+=196.98kN/m
2
抗冲切计算按第三组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。
在第三荷载作用下的冲切力。冲切力近似按最大低级净反力ps.max计算，即取
ps≈ps.max=
2
196.98kN/m,由于基础宽度b=2.3m，小于冲切锥体底边宽
b1+2h01=1.35+0.665⨯2=2.68m。
故 A=(
l2
42
-
l12
-h01)b
=(-
1.552
-0.655)⨯2.7=1.54m
2
Ft=ps.maxA=196.98⨯1.54=303.35kN
变阶处的抗冲切力。由于基础宽度小于冲切锥体底边宽，
故 bm
bt+bb
2
≈
1.35+2.7
2
=2.03m
[Ft]=
0.7βhftbmh0
=0.7⨯0.975⨯1.43⨯1000⨯2.025⨯1.060 =2094.9kN>303.35kN（满足要求）
因此，基础的高度及分阶可按图7-2所示的尺寸采用。
图7-2 基础抗冲切验算简图
7.4 基底配筋计算
沿长边方向的配筋计算。由前述三组荷载设计值作用下最大地基净反力的分析可知，
2
应按第三组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算，ps.max=196.98kN/m。
相应于柱边及变阶处的净反力：
ps.I=
1662.2110.81662.2110.8
+
310.157.2310.157.2
⨯
0.52
=164.68kN/m
2
ps.III=
+⨯
0.7752
=170.6kN/m
2
则
M
=148
(ps.max+ps.I)(l-hc)(2b+bc)-G5e
2
I
=
148
(196.98+164.68)(4-1)(2⨯2.7+0.5)-573.66⨯（0.62-0.5）
=330.48kN⋅m
2
As.I=
MI0.9fyh0
148148
=
330.48⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
2
=963.31mm
2
M
III
=
(ps.max+psIII)(l-l1)(2b+b1)
=⨯(196.98+190.79)⨯(4-1.55)⨯(2⨯2.7+1.35)
2
=327.32kN⋅m
As.III=
MIII0.9fyh0
=
327.32⨯10
6
0.9⨯300⨯655
=1540.35mm
2
选用14Φ12(Φ12@200),则
As=1583.4mm
2
>1540.35mm(满足要求)
2
沿短边方向的配筋计算。由于沿短边方向为轴心受压，其钢筋用量应按第三组荷载设计值作用下的平均地基净反力进行计算。
psm=
NA=
1662.2110.8
=153.9kN/m
2
M
II
=
124
124
psm(b-bc)(2l+hc)
2
=⨯153.9⨯(2.7-0.5)⨯(2⨯4+1)
2
=279.34kN⋅m
As⋅II=
M
II
0.9fvh0
=
279.34⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
2
=976.0mm
2
M
IV
=
124
psm(b-b1)(2l+l1)
=
124
⨯153.9⨯(2.7-1.35)⨯(2⨯4+1.55)
2
=111.61kN⋅m
As⋅IV=
M
IV
0.9fvh0
=
111.61⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
=390.0mm
2
选用20Φ10（Φ10@200），则
As=1570mm
2
>976.0mm(满足要求
2
）
基础底面沿两个方向的配筋如图7-3所示，由于长边大于3m，其钢筋长度可切断10％，若钢筋交错布置，则可选用同一编号。
I
图7-3 基础配筋计算图
钢筋混凝土课程设计任务书
设计题目： 单层单跨工业厂房 学 院： 城市建设学院 专 业： 建筑工程技术 班 级： 建工1002班 学 号： [1**********]7 指导老师： 吴老师 姓 名： 王绍福
单层单跨工业厂房设计计算书
第一章 设计资料
1.1设计资料
1 工程名称: ××厂装配车间。
2 工程概况：某工厂拟建一个装配车间，根据工艺布置的要求，车间为单跨单层厂房，跨度为18m，设吊车20/5t.10t吊车各一台，吊车均为中级工作制，牛腿面标高为9.6m，吊车梁以上设高侧窗，洞口尺寸为4.2×1.8m，吊车梁以下设低侧窗，洞口尺寸为4.2×4m，圈梁设在柱顶处。 3建筑设计资料: 屋面构造为： 三毡四油防水层
找平层（20mm厚水泥砂浆） 100厚水泥珍珠岩制品保温层 一毡两油隔汽层 20mm厚水泥砂浆找平层 预应力混凝土大型屋面板 维护结构
采用370mm厚烧结粘土空心砖（重度为8kN/m2） 4结构设计资料：
自然条件: 基本风压 0.4kN/m；基本雪压 0.25kN/m。 地震设防烈度：该工程位于非地震区，故不需抗震设防。
5建设地点：某市郊外某地，厂区地形平坦，工程地质条件均匀，地基为亚粘性土，该土层承载力特征值为280KN/m,ES 8.0Mps,最高地下水位在地表以下15m，可不考虑对基础的影响。
6吊车资料：吊车资料查阅08G118单层工业厂房谁选用相关标准资料。 建筑平面、剖面如图1-1和图1-2所示。
图1-1 建筑平面布置图
图1-2 I-I剖面图
2
2
2
第二章 厂房标准构件及排架柱材料选用
2.1 厂房中标准构件选用情况
2.1.1 屋面做法
三毡四油防水层： 0.4kN/m找平层（20mm厚水泥砂浆） 0.4kN/m100mm珍珠岩制品保温层 0.5kN/m
222
2
一毡两油隔汽层 0.05kN/m20mm水泥沙浆找平层：
0.4kN/m
2
合计： g1k=∑g=1.7kN/m2屋面活荷载： q1k=0.5kN/m2
屋面外荷载： g1k+q1k=1.7+0.4=2.1kN/m2 屋面板采用G410（一）标准图集：1.5m×6m预应力混凝土屋面板（卷材防水） 中间板： YWB—2II 边 跨 板： YWB—2IIS 允许外荷载： 2.5kN/m2 板自重： g2k=1.40kN/m2 灌缝重： g3k=0.10kN/m2
2.1.2屋架
屋架采用G415（一）标准图集的预应力混凝土折线型屋架（YWJ—18—2Bb）
允许外荷载： 4.00kN/m
2
屋架自重： g4k=104.65kN/m2
2.1.3
2.1.3天沟板
天沟板采用G410（三）标准图集。
中间板： TGB77 中间板左开洞： TGB77b 中间板右开洞： TGB77a 端跨左开洞： TGB77sb 端跨右开洞： TGB77sa 允许荷载： 4.26kN/m构件自重： 2.24kN/m
22
2.1.4吊车梁
吊车梁选用04G426标准图集,中级工作制备，一台起重量为20/5t的吊车,Lk=16.5m ,另一台起重量为10t，Lk=16.5m，选用吊车梁：中间跨:YDL—4Z,边跨YDL—4B,构件自重：
g5k=
46.3kN/根41.3kN/根
。
吊车轨道联接选用04G325标准图集,中级吊车自重：g6k=0.8kN/m。
2.2排架柱材料选用
(1) 混凝土：采用C30(fc=14.3N/mm2,ftk=2.01N/mm2)。 (2)
钢
筋
2
：纵向受
5
力
2
钢筋采用HRB400级
(fy=360N/mm,ξb=0.55,Es=2⨯10N/mm)。
(3) 箍筋：采用HPB235级(fy=210N/mm)。 (4) 型钢及预埋铁板均采用I级。
2
第三章 排架柱高与截面计算
3.1排架柱高计算
由吊车资料表可查得，Q=20/5t：H＝2200mm,轨顶垫块高为200mm。 牛腿顶面标高＝9.600m
柱顶标高 ＝牛腿顶面标高+吊车梁高+轨顶垫块高+H ＝9.600+1.200+0.200+2.2 ＝13.2m (取13.000m)
上柱高 Hu＝柱顶标高－牛腿顶面标高
＝13.000-9.600=3.400m
全柱高H＝柱顶标高－基顶标高
＝13.000－(－0.500)＝13.500m
下柱高Hl＝全柱高－上柱高
＝13.500－3.400＝10.100m
实际轨顶标高＝牛腿顶面标高+吊车梁高+轨顶垫块高 ＝11.000m
3.2排架截面尺寸计算
截面尺寸需要满足的条件为：b≧Hu/20＝10100/20=505mm.h≥Hu/12＝842mm 取柱截面尺寸为：上柱：（b×h）＝500×500
下柱：（b×h）＝500×1000×120×200（如图3-1）
图3-1 下柱截面图
计算参数
错误！未找到引用源。上、下柱截面惯性矩I 上柱Iu＝1/12×0.5×0.53＝0.0052m4 下柱Il＝1/12×0.5×1＝0.0417m
3
4
错误！未找到引用源。上、下柱截面面积A
上柱Au＝0.5×0.5＝0.25m2 下柱Al＝0.5×1-＝0.5m2
错误！未找到引用源。上柱与全柱高比值λ λ＝3.4/13.5＝0.252
错误！未找到引用源。惯性矩比值n N＝Iu/Il=0.0052/0.0417=0.1247 排架计算简图如图3-2所示。
图3-2 排架计算简图
第四章 排架柱上的荷载计算
4.1屋盖自重计算
G1=(g1k+g2k+g3k)⨯柱距⨯
厂房跨度
2
+g4k⨯0.5
=（1.7+1.40+0.1）×6×
182
+104.65×0.5=225.125KN(作用在柱顶)
e1=h上/2-150=500/2-150=100mm(与上柱中心线的偏心距
)
4.2柱自重计算
上柱：G2=25⨯0.5⨯0.5⨯3.4=21.25kN（作用于上柱中心线） e2=
hl2-hu2=10002
-5002
=250mm
下柱：G4=25⨯(0.5⨯1⨯10.1)=126.25kN(作用于下柱中心线
e4=0mm
)
4.3吊车、吊车梁及轨道自重计算
G3=g5k+g6k⨯柱距
)
)
=46.3+0.8⨯6=51.1N(作用于牛腿顶
e3=750-hf/2=750-1000/2=250mm(与下柱中心线偏心距
4.4屋面活荷载计算
Q1=0.5⨯厂房跨度/2⨯B =0.5⨯
182
⨯6=27kN(作用位置同
G1)
4.5吊车荷载计算
竖向荷载：pmax.k=195kN, pmin.k=30kN, K=4400mm, B=5650mm, Qk=302kN, 。 g=
118kN（双闸）
根据B与K，由影响线（见图4-1）
图4—1吊车梁影响线
可以求得
y1＝0.058 y2＝0.79 y3＝1.00, y4＝0.267
由上求得
Dmax=195⨯（0.058+0.79+1+0.267） =412.43kN(作用同G3) Dmin=30⨯（0.058+0.79+1+0.267） =63.45kN(作用同G3)
吊车水平荷载为
Tk=0.1(G1+Q)/4=0.1(225.13+7.8⨯10)/4=7.58kN
则
Tmax=7.58⨯(0.058+0.79+1+0.2)=55.32kN(作用于吊车梁顶面
→ ←)
其作用点到柱顶的垂直距离
y=上柱高-吊车梁高-垫块高=3.4-1.2-0.2=2m
yHu
=
23.4
=0.588
4.6风荷载计算
基本风压:ω0=0.4kN/m2
风压高度变化系数μz按C类地区考虑，根据柱顶标高13.50m，查看《荷载规范》用内插法得μz1=1.098, 对Fw按檐口标高1.42m, 用内插法得us2=1.090，风载体型系数
s1
＝+0.8, μ
s2
＝-0.5,μ
s2
＝-0.5，μ
s2
＝0.6，具体情况见下图4-2
图4-2 风荷载体型系数
则
q1=μsμzω0B=0.8⨯1.098⨯0.4⨯6=2.11kN/m q2=μsμzω0B=0.5⨯1.098⨯0.⨯6=1.217kN/m
柱顶风荷载集中力设计值：
Fw=10.7KN
第五章 内力计算
5.1
Gx作用内力计算
5.1.1 G1作用(排架无侧移)
M11=G1e1=225.13⨯0.1=22.513kN⋅m M12=G1e2=225.13⨯0.25=56.28kN⋅m
由n=
IuIl
=
0.00520.0417
=0.1247,λ=
HuH
=
3.413.5
=0.252 ,则：
C1=
32
1-λ(1-⨯1+λ(
3
2
1n
)
=0.747
1n
-1)
故M11作用下不动铰承的柱顶反力为
R11=-C1
M11H
=-0.747⨯
22.51313.5
=-1.246kN(→)
同时有
C2=
32⨯
1-λ1+λ(
3
2
1n
=1.262 -1)
故在M12作用下不动铰承的柱顶反力为
R12=-C2
M12H
=-1.262⨯
56.2813.5
=-5.26kN(→)
故在M11和M12共同作用下（即在G1作用下）不动铰支承的柱顶反力为
R1=R11+R12=-6.507kN (→)
相应的计算简图及内力图如图5-1所示
图5-1 恒荷载作用下的内力
(a)G1的作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图（kN）
5.1.2 G2、G3、G4作用计算简图及内力图
G2=21.25kN, G3=51.1kN, G4=126.25kN, e3=250mm
图5-2 G2、G3、G4作用计算简图及内力图
(a) G2、G3、G4作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图(kN)
5.2 屋面活荷载内力计算
对于单跨排架，Q1与G1一样为对称荷载，且作用位置相同，但数值大小不同。故由G1
的内力计算过程可得到Q1的内力计算数值；
M11=Q1e1=27⨯0.1=2.7kN⋅m M12=Q1e2=27⨯0.25=6.75kN⋅m
R11=-C1
M11HM12H
=-0.747⨯
2.713.56.7514.5
=-0.149kN
R12=-C2
=-1.262⨯=-0.631kN
R1=R11+R12=-0.78kN (→)
相应的计算简图及内力图如图5-3 所示。
图5-3 Q1作用计算简图及内力图 (a)Q1的作用；(b)M图(kN·m)；(c)N图(kN)
5.3 吊车竖向荷载作用内力计算
Dmax作用于A柱，Dmin作用于B柱，其内力为
MM
D⋅maxD⋅min
=Dmaxe3=412.43⨯0.25=103.11kN⋅m=Dmine3=63.45⨯0.25=15.86kN⋅m
厂房总长96m,跨度为18m，吊车其重量为20/5t和10t,则在MD⋅max=103.11kN⋅m，M
D⋅min
=15.86kN⋅m联合作用线按剪力分配法计算排架内力。
N=0.1247，λ=0.252,，在A柱和B柱的柱顶虚加水平不动铰支座，查附录9中的附图9-3得c3=1.27， RA=
M
max
HM
min
C3=
-103.1113.515.8613.5
⨯1.27=-9.7KN(←)
RB=
H
C3=
⨯1.27=1.49KN(→)
VA.2=VB.2=0.5⨯(-RA-RB)=0.5⨯(9.7-1.49)=4.1KN(→)
VA=VA.1+VA.2=-9.7+4.1=5.6KN VB=VB.1+VB.2=1.49+4.1=5.59KN
相应的计算简图及内力图如图 5-4 所示。
图5-4 Dmax作用计算简图及内力计算 (a) Dmax的作用；(b)M图(kN·m)；(c)V图(kN)
Dmin作用于A柱时，由于结构对称，故只需A柱与B柱的内力对换，并注意内力变号即可。
5.4 吊车水平荷载作用内力计算
当Tmax向左时，A、B柱的柱顶剪力按推导公式计算：
Y＝0.588Hl,利用内插法求得C5＝0.73另有Tmax＝21.4kN,μ＝0.85,则 VTA＝VTB＝－(1－μ) C5 Tmax＝－2.343kN(←)
相应的计算简图及内力图如图5-5所示。
图5-5 Tmax的作用计算简图及内力图
（a）Tmax的作用；(b)M图(kN·m)；(c)V图(kN)
当Tmax向右时，仅荷载方向相反，故弯矩值仍可利用上述计算结果，但弯矩图的方向与之相反。
5.5 风荷载作用
风从左向右吹时，先求柱顶反力系数C11，为λ=0.252，n=0.1247
⎡⎫⎤4⎛1
-1⎪⎥⎢1+λ
3⎣⎝n⎭⎦8⎡⎫⎤3⎛1
-1⎪⎥⎢1+λ ⎝n⎭⎦⎣
C11=
=
38
⨯
⎡1⎫⎤4⎛
1+0.303-1 ⎪⎥⎢
⎝0.1471⎭⎦⎣
⎡1⎫⎤3⎛
-1⎪⎥⎢1+0.303
⎝0.1471⎭⎦⎣
=0.347
对于单跨排架，用剪力分配法，计算此排架在风荷载作用下的内力。A、B柱顶剪力分别为
VA＝0.5[Fw－C11H(q1－q2)]
＝0.5×[10.07－0.347×13.5×(2.11－1.317)] ＝6.985kN(→)
VB＝0.5[Fw+C11H(q1－q2)]
＝0.5×[10.07+0.347×13.5×(2.11－1.317)] ＝7.207 kN(→)
风压高度变化系数按柱顶离室外天然地坪的高度13.5+2.1=15.6m取值 查表10-4得：离地面15m时，μz=1.14;离地面20是μz=1.25
μz=1.14+
1.25-1.1420-15
(15.6-15)=1.15
W
K
=[(0.8+0.5)h1+(0.6-0.6)h2]μzω0B=7.2KN
W=γQWk=1.4⨯7.2=10.09KN
计算柱顶剪力
RA=C11q1H=0.347⨯2.11⨯13.5=-9.88KN(←) RB=C11q2H=0.347⨯.1.317⨯13.5=-6.17KN(←) VA.2=VB.2=0.5⨯(10.09+9.88+6.17)=13.07KN(→) VA=VA.2+RA=13.07-9.88=3.19(→) VB=VB.2+RB=13.07-6.17=6.9(→)
相应的计算简图及内力图如图5-6 所示。
图5-6 风荷载作用计算简图及内力图 (a)风荷载的作用； (b)M图（kN·m）
风从右向左吹时，仅荷载方向相反，故弯矩值仍可利用上述计算结果，但弯矩图的方向与之相反。
5.6最不利荷载组合。
由于本例结构对称，故只需对A柱（或B柱）进行最不利内力组合，其步骤如下： （1）确定需要单独考虑的荷载项目。本工程为不考虑地震作用的单跨排架，共有8种需要单独考虑的荷载项目，由于小车无论向右或向左运行中刹车时，A、B柱在Tmax作用下，其内力大小相等而符号相反，在组合时可列为一项。因此，单独考虑的荷载项目共有
7项。
（2）将各种荷载作用下设计控制截面（I—I、II—II、III—III）的内力M、N（III—III截面还有剪力V）填入组合表5-1 。填表时要注意有关内力符号的规定。
（3）根据最不利又最可能的原则，确定每一内力组的组合项目，并算出相应的组合值。计算中，当风荷载与活荷载（包括吊车荷载）同时考虑时，除恒荷载外，其余荷载作用下的内力均应乘以0.9的组合系数。
排架柱全部内力组合计算结果列入表5-2。
表5-1 框架柱内力汇总表
注 ϕqi为活荷载组合系数，见
荷载规范，查的其值为
0.7。
第六章 排架柱设计
6.1柱截面配筋计算
最不利内力组的选用：由于截面3—3的弯矩和轴向力设计值均比截面2—2的大，故下柱配筋由截面3—3的最不利内力组确定，而上柱配筋由截面1—1的最不利内力组确定。
6.1.1 Ⅰ——Ⅰ 截面配筋：
1. Mmax组合(与Nmin组合相同)
M=51.17kN⋅m N=295.66kN h0=h-as=500-40=460mm L0=2H0=2×3400=6800mm A=500⨯500=250000mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm,ξea=max(h/30,20)=20mm e0＝M/N=173mm ei= e0+ ea =193mm
ζ1=0.5fCA/N=0.5×14.3×250000/295660=6.02>1取ζ1=1.0 ζ2=1.15-0.01×L0/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
2
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
6800500
=1.014＞1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯193
460
⨯(
6800500
)⨯1⨯1=1.319
2
e=ηei+h/2-as=1.319×193+500/2-40=356.0mm ξ=
Na1fcbh0
=
281560
1.0⨯14.3⨯500⨯460
=0.086
X= h0ξ=460×0.155=71.3mm h0ξb=460×0.55=253mm 2as=80mm 经比较：X
es=ηei-h/2+ as =1.483×205.3-500/2+40=94.46mm
`
b
且X
As=N es`/[fy(h-2as)=281560×94.46/[300×（500-80）]=211.08mm Amin=0.2%×250000=500mm
2
2
2.Nmax组合
M=23.13kN⋅m N=359.1kN h0=h-as=500-40=460mm L0=2H0=2×3400=6800mm
A=500⨯500=250000mm
2
纵向受力钢筋采用HRB335级ξea=max(h/30,20)=20mm e0＝M/N=64.4mm ei= e0+ ea =84.4mm
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×250000/359100=4.987>1取ζ1=1 ζ2= =1.15-0.01×L0/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
8800500
=1.014＞1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯84.4
460
⨯(
6800500
)⨯1⨯1=1.73
2
e=ηei+h/2-as=1.73×84.4+500/2-40=356.0mm ξ=
Na1fcbh0
=
359100
1.0⨯14.3⨯500⨯460
=0.109
X= h0ξ=460×0.109=50.2mm h0ξb=460×0.55=253mm 2as=80mm 经比较X
es`=ηei-h/2+ as =1.07×84.4-500/2+40=-64.0mm,则面积最小值为： Amin=0.2%×250000=500mm
2
b
且X
6.1.2Ⅲ——Ⅲ 截面配筋：
1.M
max
组合
⋅m
M=437.40kN N=1062.16kN
h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm
2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=412mm ei= e0+ ea =446mm
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/106210=2.63>1取ζ1=1 ζ
2
= =1.15-0.01×L0×1000＞ 1取ζ
2
=1
η=1+
11400ei
h0
(
L0h
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯446
960
⨯(
101001000
)⨯1⨯1=/h=1.15-0.01⨯
2
101001000
=1.17
e=ηei+h/2- as =1.17×446+1000/2-40=976mm ξ=
Na1fcbh0
=
10621601.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.156
X= h0ξ=960×0.156=149mm h0ξb=960×0.55=495mm 2as=80mm
经比较,hf2as ，
AS=AS=
`
Ne-a1fcbx(0-x/2)
f(h
y
,
-aS
)
=283.3mm2
=
1062160⨯976-1.0⨯14.3⨯500⨯149⨯（960-149/2）
300⨯(960-40)
2
Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm
2. Nmax组合
M=437.40kN
⋅m
N=1062.16kN
h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=412mm ei= e0+ ea =446mm
=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/1062160=2.63>1取ζ
1101002L21
⨯()⨯1⨯1=1.17 (0)ζ1ζ2=1+取ζ2=1 η=1+
1400⨯4461400eih1000
960h0
e=ηei+h/2- as =1.17×446+1000/2-40=976mm
1
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
ζ
1
=1,
ξ=
Na1fcbh0
=
10621601.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.156
X= h0ξ=960×0.156=149mm h0ξb=960×0.55=495mm 2as=80mm
经比较,hf2as ，中和轴在翼缘内，且属于大偏心受压构件
AS=AS=
`
Ne-a1fcbx(0-x/2)
f(h
y
,
-aS
)
=383.3mm2
=
1062160⨯976-1.0⨯14.3⨯446⨯149⨯（960-149/2）
300⨯(960-40)
Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm2
3. Nmin组合
M=166.78kN⋅m N=508.78kN h0=h-as=1000-40=960mm L0=1.0H0==10100mm A=500×1000＝500000 mm2
纵向受力钢筋采用HRB335级(fy=300N/mm2,ξea=max(h/30,20)=34mm e0＝M/N=328mm ei= e0+ ea =362mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×500000/508780=7.0>1取ζ1=1 ζ2=1.15-0.01×L0×/h=1.15-0.01⨯
11400ei
h0
L0h
b
=0.55,Es=2⨯10N/mm)
52
101001000
=1.049>1取ζ2=1
η=1+(
)ζ1ζ
2
2
=1+
11400⨯362
960
⨯(
101001000
)⨯1⨯1=1.19
2
e=ηei+h/2-as=1.×362+1000/2-40=891mm ξ=
Na1fcbh0
=
508780
1.0⨯14.3⨯500⨯960
=0.074
b
（大偏心受压）
X= h0ξ=960×0.074=71.04mm h0ξb=960×0.55=528mm 2as=80mm 经比较X
`
b
且X
es=ηei-h/2+ as =1.19×362-500/2+40=221mm
As=N es`/[fy(h-2as)=508780×560/[300×（1000-80）]=407.39mm Amin=0.2%×A=0.2%×500000=1000mm
比较以上计算结果，排架柱配筋为：（单侧）
上柱：3Φ18（763.02mm） 配筋率:0.305%
2
2
2
下柱：4Φ20（1256mm2） 配筋率:0.25%
6.2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
查表（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=1.25×3400=4250mm 下柱:L0=0.8HL=0.8×10100=8080mm 1. Ⅰ——Ⅰ 截面：
Nmax=333.46kN
L0/b=4250/500=8.5 查表得 φ=1.0 N=0.9φ
(f
c
A+2fyAs) =0.9×1.0×（14.3×250000+2×300×763.02）
=3711 kN>Nmax 满足要求
2. Ⅲ——Ⅲ 截面
Nmax=1085.88kN
L0/b=10100/500=20.2 查表得 φ=0.75 N=0.9φ
(f
c
A+2fyAs) =0.9×0.75×（14.3×500000+2×300×1256）
= 6234kN>Nmax 满足要求
6．3斜截面抗剪和裂缝宽度验算
6.3.1垂直于弯矩作用平面承载力验算
柱内箍筋的配置：由于没有考虑地震作用，柱内箍筋一般按构造要求控制上下柱均可以按构造配箍筋φ8@ 200。
6.3.2柱的裂缝宽度验算
按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Nmin组合的最大，故按此组合来验算。
由内力组合表可知，验算裂缝宽度的最不利内力的标准值 上柱：
Mk=15376+20.97=36.73kN⋅m
Nk=246.38kN
ek=Mk/Nk=36.73/246.38=149.1mm
Mk=32.662+194.7=227.0kN⋅m Nk=423.73kN
ek=Mk/Nk=227.0/423.73=536mm>0.55h=0.55*960=528mm
2
2
须做裂缝宽度验算。
l0/h=8080/500=16.16>14,η=1.0
k
as=40 h0=960mm
ek=ηkek+h/2-as=1.0×536+1000/2-40=996mm
ρct=As/Act=1256/[0.5×120×1000+(500-120)×200]=0.009 则纵向受力钢筋As合力至受压区合力作用点间的距离为
Z＝[0.87-0.12(1-γ’)(ho/ek)2]ho
={0.87-0.12×[1-(500-120)×200/(120×960)]×(960/996)2}×960=824.5mm 纵向受拉钢筋As的应力
σs=Nk(ek-Z)/(AsZ)=423730×(996-805.26)/(1256×805.26)=125.2N/mm 裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数
ψ＝1.1-0.65ftk/(ρctσs)=1.1-0.65×2.01/(0.009×114.82)=0.16 故最大裂缝开展宽度
Wmax=αctψ
2
σsEs
(2.7c+0.11α/ρct)γ
=2.1×0.16×
满足要求。
125.22.0⨯10
5
×(2.7×40+0.11×20/0.009)×0.7=0.032mm
6.4柱牛腿设计
6.4.1牛腿几何尺寸的确定：
牛腿截面尺寸与柱宽相等，为500mm，牛腿顶面的长度为800mm，相应牛腿水平截面长度为1300mm。取牛腿外边缘高度为h1＝300mm，倾角ɑ＝45°,于是牛腿的几何尺寸如图6-1所示。
图6-1 牛腿几何尺寸及配筋图
6.4.2牛腿几何尺寸的验算：
由于吊车垂直荷载作用下柱截面内，a＝750－1000＝－250mm，即取ɑ＝0， 则
Fvk＝Dmax＋G3k＝412.43＋51.1＝463.53kN Fhk＝Tmax＝19.06kN
β 1-0.5⎝
⎛
Fhk⎫ftkbh019.062.01⨯500⨯560
⎪＝0.8×(1－0.5×)× ⎪aFvk⎭0.5463.530.5+
h0
＝882kN＞Fvk＝463.53kN
所以截面尺寸满足要求。
6.4.3牛腿配筋：
由于吊车垂直作用于下柱截面内，即a=750-1000=-250
故该牛腿可以按构造要求配筋，纵向钢筋取4Φ16（804mm），箍筋取ф10@100。
2
6.4.4局部承压强度验算：
0.75fcA＝0.75×14.3×500×500＝3575 kN＞Fvk=463.53kN 所以满足要求。
6.5柱的吊装验算
6.5.1吊装方案：
采用一点翻身起吊，吊点设在牛腿与下柱交接处，动力系数取1.5。
6.5.2荷载计算：
上柱自重:g1＝1.5×25×0.25＝9.375kN⋅m 牛腿自重:g2＝1.5×25×（0.5×1）＝18.75kN⋅m 下柱自重:g3＝1.5×25×（0.5×1）＝18.75kN⋅m
6.5.3内力计算:
M1＝M2＝
121218
×9.375×3.42＝54.19kN⋅m
12
×9.375×42＋×(18.75－9.375)×0.62＝76.69kN⋅m
118.875
2
M3＝
×18.75×9.52－＝173.18kN⋅m
柱的吊装验算简图如图6-2所示
图6-2 柱吊装验算简图
6.5.4截面承载力计算:
截面1-1：
b⨯h=500mm⨯500mm
h0=460mm,
As=As=763.02mm
'2
fy=360N/mm
故截面承载力为
2
'
Mu=Asfy(h0-as)=763.02⨯360⨯(460-40)=115.37kN⋅m>M1=54.19kN⋅m
截面2-2：
b⨯h=500mm⨯1000mm h0=960mm,
'2
As=As=1256mm
fy=360N/mm
故截面承载力为
'
2
Mu=Asfy(h0-as)=1256⨯360⨯(960-40)=415.99kN⋅m>M2=173.18kN⋅m
故满足要求。
第七章 基础设计
7.1 荷载计算
由柱子传至基顶的荷载。由排架柱内力组合表可得设计值如下：
第一组：Mmax=437.40kN⋅m N=1062.16kN V=60.67kN 第二组：Mmin=-53.63kN⋅m N=588.42kN V=-54.31kN 第三组：Nmax=1306.87kN M=65.9kN⋅m V=12.98kN
由基础梁传至基顶的荷载：
墙重（含外墙面的水刷石和内墙面的水泥石灰砂浆抹面）：
1.2⨯[(14.9+0.3-0.45)⨯6-4.2⨯(4.0+1.8)]⨯8=543.74kN
窗重（钢框玻璃窗）： 1.2⨯(4.2⨯1.8+4.2⨯4.0)⨯0.45=13.15kN 基
1.2⨯0.24⨯0.45⨯6⨯25=19.44kN
础梁：
由
基
础
梁
传
至
基
础
顶
面
的
荷
载
设
计
值
：
G5=576.33kN
G5对基础底面中心的偏心距： e5=
12
+
0.372
=0.685m
相应偏心弯矩设计值： G5e5=-576.33⨯0.685=-394.78kN⋅m
作用于基底的弯矩和响应基顶的轴向设计值。假定基础高度为
800+50+200=1100mm，基础顶面标高为-0.500m,基础埋深：d=h+500=1600mm，则作用
于基底的弯矩和相应基顶的轴向力设计值为:
第一组： Mbol=437.40+1.1⨯65.67-394.78=114.85kN⋅m
N=1062.16+576.33=1638.49
第二组： Mbol=-53.63-1.1⨯54.31-394.78=-281.41kN⋅m
N=1062.16+576.33=1638.49kN
第三组： Mbol=77.71+1.1⨯6.85-394.78=-310.15kN⋅m
N=1085.99+576.33=1662.21kN
7.2基底尺寸的确定
由第二组荷载确定l和b：
A=(1.1～1.4)⨯
1662.21280-20⨯1.6
=(7.32～10.2)m
2
取l/b=1.5，则取 b=2.7m, l=4m 验算e≤l/6的条件：e0=
MbolNbol
=
310.15
1662.21+20⨯2.7⨯4⨯1.6
=0.155m
验算其他两组荷载设计值作用下的基底应力： W=1/6l²b
第一组： pmax=
NbolA
+MbolW
=NA
+γGd+
MbolW
=
1650.62.7⨯4
+20⨯1.6+
114.8516
⨯2.7⨯4
2
=200.23kN/m
=1.2⨯280=336kN/m2(满足要求)
pmin=152.28+32-15.95
2
=168.33kN/m>0(满足要求)
pm=152.28+32=184.28kN/m
2
2
第二组： pmax=
588.422.7⨯4
+20⨯1.6+
53.6316⨯2.7⨯4
2
=157.86+32+23.14=93.93kN/m
=79.03kN/m>0(满足要求) pm=54.48+32
=86.48kN/m
所以最后确定基底尺寸为2.3m⨯3.6m，如图7-1所示。
22
2
2
图7-1 基础底面尺寸图
7.3确定基底高度
前面已初步假定基础的高度为1.1m，若采用锥形杯口基础，根据构造要求，初步确定的基础剖面尺寸如图7.2 所示。由于上阶底面落在柱边破坏锥面之内，故该基础只需进行变阶处的抗切验算。
在各组荷载设计值作用下的地基最大净反力：
第一组： ps.max=
1638.4910.81638.4910.81662.2110.8
+114.857.2281.417.2310.157.2
=167.66kN/m
2
第二组： ps.max=
+=190.79kN/m
2
第三组： ps.max=
+=196.98kN/m
2
抗冲切计算按第三组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。
在第三荷载作用下的冲切力。冲切力近似按最大低级净反力ps.max计算，即取
ps≈ps.max=
2
196.98kN/m,由于基础宽度b=2.3m，小于冲切锥体底边宽
b1+2h01=1.35+0.665⨯2=2.68m。
故 A=(
l2
42
-
l12
-h01)b
=(-
1.552
-0.655)⨯2.7=1.54m
2
Ft=ps.maxA=196.98⨯1.54=303.35kN
变阶处的抗冲切力。由于基础宽度小于冲切锥体底边宽，
故 bm
bt+bb
2
≈
1.35+2.7
2
=2.03m
[Ft]=
0.7βhftbmh0
=0.7⨯0.975⨯1.43⨯1000⨯2.025⨯1.060 =2094.9kN>303.35kN（满足要求）
因此，基础的高度及分阶可按图7-2所示的尺寸采用。
图7-2 基础抗冲切验算简图
7.4 基底配筋计算
沿长边方向的配筋计算。由前述三组荷载设计值作用下最大地基净反力的分析可知，
2
应按第三组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算，ps.max=196.98kN/m。
相应于柱边及变阶处的净反力：
ps.I=
1662.2110.81662.2110.8
+
310.157.2310.157.2
⨯
0.52
=164.68kN/m
2
ps.III=
+⨯
0.7752
=170.6kN/m
2
则
M
=148
(ps.max+ps.I)(l-hc)(2b+bc)-G5e
2
I
=
148
(196.98+164.68)(4-1)(2⨯2.7+0.5)-573.66⨯（0.62-0.5）
=330.48kN⋅m
2
As.I=
MI0.9fyh0
148148
=
330.48⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
2
=963.31mm
2
M
III
=
(ps.max+psIII)(l-l1)(2b+b1)
=⨯(196.98+190.79)⨯(4-1.55)⨯(2⨯2.7+1.35)
2
=327.32kN⋅m
As.III=
MIII0.9fyh0
=
327.32⨯10
6
0.9⨯300⨯655
=1540.35mm
2
选用14Φ12(Φ12@200),则
As=1583.4mm
2
>1540.35mm(满足要求)
2
沿短边方向的配筋计算。由于沿短边方向为轴心受压，其钢筋用量应按第三组荷载设计值作用下的平均地基净反力进行计算。
psm=
NA=
1662.2110.8
=153.9kN/m
2
M
II
=
124
124
psm(b-bc)(2l+hc)
2
=⨯153.9⨯(2.7-0.5)⨯(2⨯4+1)
2
=279.34kN⋅m
As⋅II=
M
II
0.9fvh0
=
279.34⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
2
=976.0mm
2
M
IV
=
124
psm(b-b1)(2l+l1)
=
124
⨯153.9⨯(2.7-1.35)⨯(2⨯4+1.55)
2
=111.61kN⋅m
As⋅IV=
M
IV
0.9fvh0
=
111.61⨯10
6
0.9⨯300⨯1060
=390.0mm
2
选用20Φ10（Φ10@200），则
As=1570mm
2
>976.0mm(满足要求
2
）
基础底面沿两个方向的配筋如图7-3所示，由于长边大于3m，其钢筋长度可切断10％，若钢筋交错布置，则可选用同一编号。
I
图7-3 基础配筋计算图