钢筋混凝土结构-2课程设计

钢筋混凝土结构-2

课程设计

题目：钢筋混凝土单层厂房结构设计

姓 名： 李永克 班 级：08土木2班 学 号：200804010204 学 院：建工学院

河北联合大学 2011 年 7 月 1 日

钢筋混凝土结构-2课程设计任务书

一、 题目：钢筋混凝土单层厂房结构设计

二、 目的与要求：了解单层厂房结构设计的全过程，培养单层厂房结构设计的工作

能力。要求：（1）、掌握单层厂房结构布置和结构选型的一般原则和方法；（2）、综合运用以往所学的力学及钢筋混凝土结构的知识，掌握排架内力分析方法以及构件截面设计方法；（3）、掌握单层厂房结构施工图的表达方法。 三、 设计内容：1、完成计算书一份，内容包括：（1）设计资料；（2）结构布置与

选型；（3）排架内力分析及柱、基础的配筋计算。2、绘制施工图：（1）柱子模板图及配筋图；（2）基础平面布置图及配筋图。 四、 设计资料：

1、 2、

厂房跨度24米，总长102米，中间设伸缩缝一道，柱距6米。 车间内设有两台软钩200／50kN中级工作制吊车，轨顶设计标高10.000米。 3、

建筑场地地质情况：地面下0.8米范围内为杂填土，杂填土下面3.5米内为均匀粉土，其承载力标准值fk＝200kPa,地下水位为地面下4.50米，无腐蚀性。 4、 5、 6、

基本风压W0=0.4kN/m2; 基本雪压S0=0.35kN/m2。

屋面是不上人的钢筋混凝土屋面，屋面均布可变荷载标准值为0.7/m2。 建议采用材料：

（1）、柱：混凝土C30，纵向受力钢筋II级，箍筋I级。 （2）、基础：混凝土C30，II级钢筋。 7、

选用的标准图集：

（1）、屋面板：G410（一）标准图集，预应力混凝土大型屋面板，板重标准值（包括灌缝在内）1.4KN/m2。

（2）、天沟板：G410（三）标准图集，JGB77-1天沟板，板重标准值2.02kN／m。

（3）、屋架：G415（三）标准图集中预应力混凝土折线形屋架，屋架自重标准值106kN。

（4）、吊车梁：G323-1~2标准图集DLZ-4，梁高1200毫米，翼缘宽600毫米，腹板宽300毫米，梁自重标准值44.2kN/根，轨道及零件重1kN/米，轨道及

I

垫板高度200毫米。 8、 建议采用的柱截面尺寸：上柱为矩形 bxh=400x400mm,下柱为I形 bf=400mm，h=800mm，b=100mm，hf=150~170mm。 9、 屋面做法： 防水层（0.4KN/平米）20厚水泥砂浆找平层（0.4KN/平米）屋面板 II 12400025280640 144060006000600060006000600060006000600050060001033806000600060006000600060006000440平面布置图640 III

15.99014.30012.400180020010.0008.60040601350510024000剖面图 5550 4400吊车尺寸图

IV

150±0.0001200-0.150

单层厂房课程设计

计算书

V

目 录

1、计算简图的确定 1

（1）计算上柱高及柱全高 1 （2）初步确定柱截面尺寸 1 （3）上、下柱截面惯性与其比值 1

2、荷载计算 3

（1）恒荷载 3

(a）房屋结构自重 3 (b) 柱自重 4 (c) 吊车梁与轨道自重 4 （2）屋面活荷载 4 （3）吊车荷载 4 （4）风荷载 5

3、内力计算 7

（1）恒荷载作用下 7

(a) 在G1作用下 7 (b)在G2的作用下 8 (c)在G4的作用下 8 （2）屋面活荷载作用下 8 （3）吊车荷载 8

（a）吊车垂直荷载作用下 9 （b）吊车水平荷载作用下 10 （4）风荷载 11

(a) 风从左向右吹 11 （b）风从右向左吹 11

4、最不利内力组合 11 5、排架柱设计 13

（1）柱截面配筋计算 13

（a）最不利内力组合的选用 13

(b) 确定柱在排架方向的初始偏心距ei、计算厂l0及偏心距增大系数 14 （C）柱在排架平面内的配筋计算 14 （d）柱在排架平面外承载力计算 15 （2）裂缝宽度验算 16 (3)柱内箍筋配置 17 （4）柱牛腿设计 17 （a）牛腿几何尺寸的验算与确定 17 (b)牛腿配筋 17

VI

(c)牛腿局部挤压验算 18 （5）柱的吊装演算 18

(a)吊装方案： 18 (b)荷载计算 18 (c)内力计算 19 (d)截面承载力计算 19 (e)裂缝宽度演算 19

6、基础设计 20

（1）荷载计算 20

(a)由柱传至基顶的荷载 21 (b)作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值 21 （2）确定基底的高度 23

(a) 在各组荷载设计值作用下的地基最大净反力 23 (b) 在第一组荷载作用下变阶处冲切力验算的冲切力 24 （3）基底配筋计算 24

(a) 沿短边方向的计算 25 (b) 沿长边方向的配筋计算 25

VII

钢筋混凝土结构-2课程设计——单层厂房设计

1、计算简图的确定

（1）计算上柱高及柱全高 根据图2.107及有关设计资料：

上柱高Hu=柱顶标高-轨顶标高+吊车梁高+轨道构造高=12.4-10.0+1.2+0.20=3.8m 全柱高H=柱顶标高-基顶标高=12.4-（-0.5）=12.9m 故下柱高Hl=H-Hu=12.9-3.8=9.1m 上柱与全柱高的比值

3.80.29512.9（2）初步确定柱截面尺寸

根据表2.9（A）的参考数据，上柱采用矩形截面，b×h=400mm×400mm，下柱选用I形,b×h×hf=400mm×800mm×150mm（其余尺寸见图2.108），根据表2.8关于下柱截面宽度和高度的限值，验算初步确定的截面尺寸，对于下柱截面宽度

Hl9100

25

对于下柱截面高度，有吊车 无吊车时

25364mmb400mm(可以）Hl9100758mmh800mm(可以)1212

1.5H3774mmh800mm(可以)2525（3）上、下柱截面惯性与其比值 排架平面内：

- 1 -

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上柱

下柱

1Iu40040032.13109mm41211145025233Il400800300450425150()12122231.441010mm4Iu2.131090.14810Il1.4410比值

排架平面外：

上柱

Iu2.13109mm4下柱

Il2158.3400123483.4100123

1.729109mm4

排架计算简图（几何尺寸及截面惯性矩）如图2.109所示

- 2 -

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图2.108 形截面尺寸

图2.109 排架计算简图

2、荷载计算

（1）恒荷载 （а）房屋结构自重 预应力混凝土大型屋面板

20mm水泥沙浆找平层

1.21.41.68KNm21.2200.020.48KNm22防水层 1.20.40.48KNm

天沟板

屋架自重

g2.64KNm2

1.262.0214.54KN- 3 -

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1.2106127.2KNm

则作用于横向水平面排架一端柱顶的屋盖结构自重

24127.2G12.64614.54268.224KN

22 hu400e115015050mm 22

(b)柱自重 上柱

G21.2250.40.43.818.24KN下柱

hlhu800400e2(0.10.4)2200mm222G31.2259.10.150.420.450.120.0251.12248.461.153.3KN

e30

（c）吊车梁与轨道自重

G41.2(44.216)60.24KN

（2）屋面活荷载

由《荷载规范》可知,屋面均匀活荷载标准值为0.7 KN/m,大于该厂房所在地区的基本雪压S0=0.35 KN/m,故屋面活荷载在每侧柱顶产生的压力 Q1=1.4×0.7×6×12=70.56KN e1=50mm （3）吊车荷载

由电动双钩桥式吊车数据查得

Pmaxk215KN Pmink45KN B5.55m K4.4m Qk75KN 根据B与K及反力影响线，可算得与各轮对应的反力影响线竖标（图2.110），于是可求的作用与上柱的吊车垂直荷载

2，

2

1.64.850.45Dmax0.9QPmax.kyi0.91.4215(1.0)582.44KN6

Dmin

PminDmaxPmax45582.44121.91KN215- 4 -

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e4750hl800750350mm22

图2.110

作用于每个轮子上的吊车水平制动标准值

Tk4(Q2,kQ3,k)0.1(20075)6.875KN4

则作用于排架上的吊车水平荷载，按比例关系由 求得Tmax

TmaxTkPmax,kDmax6.875582.4418.6KN215

其作用点到柱顶的垂直距离 yHuhe3.81.22.6m y2.60.684

Hu3.8

（4）风荷载

**地区的基本风压 w00.4KNm2,对于大城市市郊，风压高度变化系数按B类地区考虑，高度的取值，对

z1.07;对Fw

载体型系数

q1,q2 按柱顶标高12.4m考虑，查《荷载规范》得

按檐口标高14.45m考虑，查《荷载规范》得风荷 z1.13.z的分布图2.111所示。故集中风荷载Fw为

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风向图2.111 风荷载体型系数

Fw1.4[(0.80.5)h1(0.50.6)h2]z0B1.4(1.31.90.11.69)1.130.468.74KN

q1Qs1z0B1.40.81.070.462.88KNm

q2Qs2z01.40.51.070.461.80KNm

排架受荷总图如图2.112所示。

图2.112 作用于排架上的荷载

3、内力计算

（1）恒荷载作用下

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如前所述，根据恒荷载的对称性和考虑施工过程中的实际受力情况，可将图2.112中的恒载

G1、G2及G4的作用简化为图2.113a、b、c所示的计算简图。

（a） 在G1作用下

M11G1e1268.2240.0513.41(KNm)

M12G1e2268.2240.2153.64(KNm)

已知n=0.148，λ=0.295，由附图2.2中的公式

图2.113 恒荷载作用下的内力（）的作用；（）的作用；（）的作用；（）图（·）（）图（）

故在M11作用下不动铰支承的柱顶反力

1112110.2952133n0.1481.95C212113110.29531n0.1481 R11C1M1113.411.952.03KN() H212.92由附图2.3中的公式

1310.2951.211213110.29531n0.148故在M12作用下不动铰支承的柱顶反力 C2322

R12C2M1253.61.24.99KN() H212.9

因此，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

- 7 - RRR4.992.037.02kN11112钢筋混凝土结构-2课程设计——单层厂房设计

相应的弯矩图如图2.113a所示

(b)在G2的作用下

MGe18.240.23.65kNM2222相应的弯矩图如图2.113b所示。

(c)在G4的作用下

MGe60.240.3521.08kNM4444RQ1Q170.56R7.021.85kN1G1268.224相应的弯矩图如图2.113c所示。将图2.113a、b、c的弯矩图叠加，得在G1、G2、G3和G共同作用下的恒荷载弯矩图（2.113d）,相应的轴力N图如图2.113e所示。

（2）屋面活荷载作用下

对于单跨排架，Q与G一样为对称荷载，且作用位置相同，仅数值大小不同。故由G的内力图按比例可求得Q的内力图。如：柱顶不动铰支承反力

相应的M图如图2.114a,b所示。

（3）吊车荷载（考虑厂房整体空间工作）

厂房总长102m，中间设一道伸缩缝，跨度为24m，吊车起重量为20t。

（a）吊车垂直荷载作用下

Dmax作用在A柱的情况

A柱 MADmaxe4582.440.35203.85KNM

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B柱 MBDmine4121.910.3542.67KNM 已知C3C21.2

MA203.851.218.96KN(),VA,118.96KN() H12.9M42.67RBC3B1.23.97KN(),VB,13.97KN()

H12.911VA,2VB,2(RARB)(18.963.97)7.5KN()

22RAC3VAVA,1VA,218.967.511.47KN() VBVB,1VB,23.977.511.47KN()

相应的弯矩如图2.115b所示。

图2.115 吊车垂直荷载作用下的内力图

Dmin在A柱的情况：

由于结构对称，故只需将A柱与B柱的内力对换，并注意内力变号即可。

（b）吊车水平荷载作用下

Tmax从左向右作用在A、B柱的情况（图2.112中吊车水平荷载作用下）的内力，可按如图

由式中C5可按附录Ⅰ的附图1.4~1.6的公式计算： 当y=0.6Hl时，由附图1.4中的公式

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0.4160.41621.830.221.80.2950.29530.2nn0.67

C5112131210.29531n0.148当y=0.7Hl时，由附图1.5中的公式

0.2430.24322.130.122.10.2950.29530.1nn0.62C5 112131210.29531n0.148

当y0.7Hl时，用内插法求得

G0.6750.670.620.0840.6280.1

RARBC5Tmax0.62818.611.68KNVA,1VB,111.68KN考虑厂房空间分配系数取u0.85

VA,2VB,20.5u(RARB)0.50.85(11.6811.68)9.928KN VBVAVA,1VA,211.689.9281.752KN()

相应的弯矩图如图2.116a所示。

Tmax从右向左作用在A，B柱的情况：

在这种情况下，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

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（图2.116b）。

（4）风荷载

（a） 风从左向右吹（图2.117a）

先求柱顶反力系数C11，当风荷载沿柱高均匀分布时，由附图1.8中的公式

1114110.29541 3n30.1480.34C818113110.29531n0.14811对于单跨排架，A，B柱顶剪力

V0.5FCHqq0.58.740.3412.92.881.806.74kNBw11212

V0.5FCHqq0.58.740.3412.92.881.802.00kN Aw11212（b）风从右向左吹（2.117b）

在这种情况下，荷载方向相反，弯矩图的方向与风从左向右吹的方向相反（图2.117b）

4、最不利内力组合

由于结构对称，只需对A（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。本设计为不考虑地震作用的单跨排架，共有八种需单独考虑的荷载项目，由于小轮无论向右或向左运行中刹车时，A，B柱在Tmax的作用下，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七项。

②将各种荷载作用下设计控制截面（1-1，2-2，3-3）的内力M，N（3-3截面还有剪力V）填入组合表（表2.30）。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乘以0.85的组合系数。

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图2.117 风荷载作用下的内力简图

排架柱全部内力组合计算结果列入表2.30。

表1。 排架柱内力组合表

荷载项目 屋面恒荷载活荷载 DmaxQ1 在A柱 吊车荷载 风荷载 内力组合 柱号截面 内力 G1 G2 G3 G4 Dmin在A柱 Tmax 左风 右风 Nmax及M,V Nmin及M,V Mmax及N,V 柱 A ① M (KN·m) 1-1 N (KN) 286.46 13.27 组合② ③ ④ ⑤ ⑥ ⑦ 项目 值 项目 组合项目 值 组合值 ①+0.9±3.49 -43.59 -43.59 15.67 28.39 -38.61 （②③⑤①+0.9×-71.67 -74.81 ①+0.9×-74.81 +++⑦）（③⑤⑦）（③⑤⑦）++++ 70.56 0 0 0 0 0 349.96 286.46 286.46 - 12 -

钢筋混凝土结构-2课程设计——单层厂房设计 ±M -22.94 -10.62 160.26 -0.92 15.67 28.39 -38.61 ①+0.9×151.39 -61.55 ①+0.9×160.95 （②③⑤①⑦（③⑤⑥）5、排架柱设计

（1）柱截面配筋计算

（a）最不利内力组合的选用

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的最不利内力组合确定，而上柱配筋由截面1-1的最不利内力组合确定。经比较，用于上，下柱截面配筋计算的最不利内力组合列入表2.31。

(b)确定柱在排架方向的初始偏心距ei、计算厂l0及偏心距增大系数（表2.31）

表2.31 柱在排架方向ei、l0、 截面 1-1 3-3 M (Kn·m) N (Kn) M N M N 表中：①e0=M/N ②eie0ea；

③ea取20mm和h/30的较大值；

- 13 -

2-2 N 346.68 70. 56 582.44 121.91 0 0 0 ±M 40.94 6.18 55.89 -105.29 168.98 265.43 -236.72 3-3 N 399.98 70. 56 582.44 121.91 0 0 0 ±V 7.02 1.85 -11.47 -11.47 16.85 39.2 -39.2 + +++++⑥）934.38 346.68 870.88 ①487.77 306.37 -418.95 ①+0.9×+0.9×（②③⑤987.68 ①⑥399.98 （④++509.7 + +++⑤⑦）⑥） 48.81 46.22 -53.75

内力组 e0 (mm) h0 (mm) 365 765 765 ei (mm) 281 793 847 1 1.0 1.0 1.0 l0 (mm) 7600 19350 9100 (mm) 400 800 800 h (mm) 20.960 0.908 1.000  1.322 1.366 1.083 -74.81 261 286.46 306.37 766 399.98 -418 509.7 820 钢筋混凝土结构-2课程设计——单层厂房设计

④0.5fcA,1.0时，取1.0；

111N⑤21.150.01l0,l015时，21.0，考虑吊车荷载l0=2.0Hu（上柱）， l0=1.0Hl（下柱），

hh不考虑吊车荷载l0=1.5H；

l0⑥112 eih1400h01（C）柱在排架平面内的配筋计算（表2.32）

表2.32 柱在排架平面内的截面配筋计算 截 面 内力组 ei (mm) η e x (mm) (mm) ζbh0 (mm) 偏心 情况 As=As′(mm2 ) 计算值 597 实配值 760 （2＠22） 2 1-1 M（kN·M） -74.81 N(kN) M N M N 286.46 306.37 399.98 -418 847 509.7 1.083 1248 89 281 1.322 536 50 0.55×365=201 0.55×765=421 421 大偏心 大偏心 大偏心 3-3 793 1.366 1448 70 1312 1520 (4@22) 1315

见表2.31； 表中：①ei、②eeih2as；

③x,上柱xNb1fcNN,下柱

400114.35720当Nbfhf1fc时，x''Nb'f1fc'fN； 5720当Nbh'f'f1fcNb时，xbh'f1fcb1fcN40010015811.4310011.43N474； 1430xxNebxh0fcNe5720xh022''④As、As,上柱 xbh0, AsAs; '99000fyh0s下

柱 当

2s'xh'f- 14 -

时（取

ss'3mm5）,

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xxNeb'fxh01fcNe5720xh022 'AsAS219000fyh0s'

当bh0xh'f时

xxxNeb'fbh'fh0bxh01fcNe310500001430x765222'； AsAS'219000fyh0shNe'Ne''上柱或下柱 当x2时，AsA，ees' i'2fyh0s300h035's'S（d）柱在排架平面外承载力计算

上柱Nmax=349.96kN，当不考虑吊车荷载时，按表2.22。

l0=1.2H=1.2×12900=154800mm, l0/b=15480/400=38.7, 查《混凝土规范》知0.35，As=As′

=760mm2

fA)0.35(14.3400400 300760)792540N792.54KNN349.96KN(可以）Nu0.9(cfAac'ysmax下柱

Nm987KN.6，8当考虑吊车荷载时，查表２.2２，xl01.0Hl9100mm,II1.729101.7751095Il1.729109mm,4A4008002(450500)il1502177500mm2 A974099mml0i910092.099查表《混凝土规范》表７.３.１，0.589,AsAs1520mm,故

'2Nu0.90.589(14.31775003001520)1587.252KNNmax987.68KN(可以） （2）裂缝宽度验算

截面３－３，当Ｍ＝-418.95ＫＮ·ｍ，Ｎ＝509.7ＫＮ，相应的

Mk294.4KNM,Nk411.7KN,e0

Mk294.4e7150.715m,00.930.55 Nk411.7h0765- 15 -

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te1520A0.018

A0.5100800(400100)150stes1l0eh4000h10021910071540008007651211.414,取1.0

sese0h800as1.0715351080mm 22则纵向受拉钢筋

As合力点至受压区合力作用点间的距离为

'z0.870.12(1)fh0he204001001507650.870.1211007651080纵向受拉钢筋

2765647mm

Aks的应力

2skNez4117001080647181Nmm1520647AZs

裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 1.10.65ftetksk1.10.652.010.699 0.018181

故最大裂缝开展宽度为 11截面取M=-74.81KNM,N=286.46KN,相应的Mk51.86KNM,Nk238.72KN,

e0Mke217217mm,00.59,与0.55相差不大，综合考虑配筋情况，Nkh0365

因而可不必作此项验算（3）柱内箍筋配置

由于没有考虑地震作用，按一般构造要求控制上下柱，采用8@200箍筋，加密区为8@100 (4) 柱牛腿设计

（a）牛腿几何尺寸的验算与确定

牛腿截面宽度与柱宽相等，为400mm，若取吊车梁外侧至牛腿外边缘的距离c180mm吊车梁端部

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为340mm，吊车梁轴线到柱外侧的距离为750mm，则牛腿顶面的长度为

75040034080600mm相应牛腿水平截面高为600+400=1000mm，牛腿外边缘高度20，倾角。 45500mmh1尺寸验算：a=750-800+20=-30<0,取a=0,h0h1ctanas500200tan45040660, FvkDmax,kG4,k 10.5

582.4460.2418.6466.23KN,FhkTmax,k13.3KN, 1.41.21.4Fhk13.310.50.99取为1， Fvk466.23(10.5Fhkftkbh0fbh2.01400660)tk00.65689.83KNFvk466.23KN(可以)aaFvk0.50.50.5h0h0

于是牛腿的几何尺寸如图2.118所示。 (b)牛腿配筋

① 纵向受拉钢筋计算与构造

a0,FhTmax18.6KN,AsFvaF18.61.2h1.274.4mm2,0.85fyh0fy300 Asminbh0.002400500400mm2,且As0.006400500=1200mm2，

故按构造选配412（452mm2）②水平箍筋和弯起钢筋的确定

a20.3,故可不设弯起钢筋，箍筋选用8@100，且应满足牛腿上部h0范围内箍筋总截面面积h03121不应小于承受竖向力的纵向受拉钢筋截面积的，即66050.32442.64mm223100A452s226mm2.22

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φφ8图2.118 牛腿的几何尺寸及配筋示意图

(c)牛腿局部挤压验算

设垫板的长和宽为400mm×400mm 故局部压应力为

Fvk46623022.9Nmm0.75skA4004000.7514.310.73Nmm2fc

（5）柱的吊装演算

(a)吊装方案：一点翻身起吊，吊点设在牛腿与下柱交接处（图2.119） (b)荷载计算，考虑动力系数为1.5

上柱自重 g11.21.5250.40.47.2KNmm 牛腿自重

120.4(1.00.70.2) 2g21.21.52517.5KNmm 0.7

下柱自重

g31.21.5250.17758.0KNmm

计算简图如图2.119b所示。 (c)内力计算

1M17.23.8252KNm211M27.24.52(17.57.2)0.7275.4KNm21275.4M38.09.2246.9KNm82- 18 -

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弯矩图如2.119所示。 (d)截面承载力计算

截面1-1：bh400mm400mm,h0365mm,As故截面承载力

A's760mm2,fy300Nmm2

MuAf(hasy0's)760300(36535)

75.24KNmM52KNm(可以)截面2-2：

bh400mm800mm,h0765mm,As故截面承载力

A

's1520mm2,fy300Nmm2

MuAf(hasy0's)1520300(76535)332.88KNmM75.4KNm(可以)(e)裂缝宽度演算

故承载力计算可知，裂缝宽度演算截面1-1即可。钢筋应力如下：

sk52000000Mk1.2180Nmm20.87Ash00.87760365图2.119 柱吊装演算简图

按有效受拉混凝土面积计算的纵向钢筋配筋率

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柱顶基顶钢筋混凝土结构-2课程设计——单层厂房设计

teAS7600.00950.01,取0.01

0.5bh0.54004000.651.1ftkteskskEs1.10.652.010.3740.01180故maxcr(1.9c0.08deqte)2.10.37418022(1.9240.08)

2.01050.010.157mm0.3mm(可以)6、基础设计

（1）荷载计算 (a)由柱传至基顶的荷载 由表2.30可得荷载设计植如下：

第一组 Mk353.3KNm,Nk753.1KN,Vk35.7KN

第二组 Mk223.7KNm,Nk333.3KN,V33.85KN

第三组 Mk294.4KNm,Nk411.7KN,Vk37.55KN

(b)作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力设计值分别为

假定基础高度为800+50+250=1100mm，则作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力标准值： 第一组 第二组 第三组

Mk353.31.135.7392.57KNmNk753.1KN

Mk223.71.133.85260.94KNmN333.3KN

Mk294.41.137.55335.71KNmN411.7KN

基础的受力情况如图2.120所示。

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图2.120 基础底面尺寸的确定

① 基底尺寸的确定

由第一组荷载确定l和b

A1.2~1.4753.15.38~6.27mm2

200201.6取b2.5m,l4.0m,A4.02.510m2

验算三组荷载设计值作用下的基底应力 第一组

Mk392.57b4e0.366m0.667m

NkGk753.1202.541.666

Pmax,kNGk6e753.1202.541.660.366166.2 k(1)(1){KPaPblb42.5448.4 min,k Pmax,kPmin,k166.248.4P107.3KPafa200KPak 22第二组 Pmax,k166.2KPa1.2fa240KPa

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eMk260.94b40.399m0.667mNkGk333.3202.541.666NkGk6e333.3202.541.660.399104.4(1)(1){KPablb42.5426.2

Pmax,kPmin,kPkPmax,kePmax,kPmin,k104.426.265.3KPafa200KPa22104.4KPa1.2fa240KPa第三组

Mk335.71b40.459m0.667mNkGk411.7202.541.666NkGk6e411.7202.541.660.459123.6(1)(1){KPablb42.5422.8

Pmax,kPmin,kPkPmax,kPmax,kPmin,k123.622.873.2KPafa200KPa22123.6KPa1.2fa240KPa最后确定基底尺寸（图2.120）。 （2）确定基底的高度

前面已初步确定基础的高度为1.1m，如采用锥形杯口基础，根据构造要求，初步确定的基础剖面尺寸如图2.121所示。由于上阶底面落在柱 边破坏锥面之内，故该基础只须进行变阶处的抗冲击切力验算。

（a） 在各组荷载设计值作用下的地基最大净反力

lb2W6.676第一组

NMVh987.68487.7748.811.1180KNPs,maxblW2.546.67

m2第二组 Ps,maxNMVh399.98306.3746.221.193.6KNblW2.546.67NMVh509.7418.9553.751.1122.6KNblW2.546.67m2

第三组 Ps,maxm2

抗冲切计算按第一组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。

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图2.121 基础抗冲切演算简图

（b） 在第一组荷载作用下的冲切力

由于壁厚t400mm,小于杯壁高度1100700400mm,由柱边做出的450斜线将于杯壁相交，这说明不可能从柱边产生冲切破坏，故仅需要对台阶以下进行冲切验算。h070040660mm,at1.25,ab266012502570mm,amatab1.252.571910mm22bbll41.62.51.25Al[(1h0)l(1h0)2][(0.66)(0.66)2]1.35m222222222FlPs,maxAl1801.35243KN0.7kftamh00.7(111008000.1)1.4318656601146KNFl243KN(满足要求)2000因此，基础的高度及分阶可按图2.121所示的尺寸采用。

（3）基底配筋计算

包括沿长边和短边两个方向的配筋计算，由前述三组荷载设计植作用下最大地基净反力的分析可知，应按第一组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。而沿短边方向，由于为轴心受压，其钢筋用量按第三组荷栽设计值作用下的平均地基净反力进行计算。

（a） 沿长边方向的配筋计算

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在第一组荷载设计值作用下，前面已算得P2.122a）：

s,max180KNm2，相应于柱边及变阶处的反力（图

Ps1115.04KN对于1-1截面弯矩M1m2，ps2131.3KNm212a1[(2la')(Ps,maxPs1)(Ps,max12ps1)l]

11.62[(22.50.4)(180115.04)(180115.04)2.5]12374.8KNMM1374.8106As11310mm20.9fyh010.93001060对于2-2截面弯矩11.22[(22.51.25)(180131.3)(180131.3)2.5]12248.1KNM M1M1248.1106As11392mm20.9fyh020.9300660选用10@130，As1510mm2（b） 沿短边方向的计算

在第三组荷载设计值作用下，均匀分布的地基土净反力（图2.122b）

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　φ　φ图2.122 基底配筋计算简图

经计算Ps，0,取Ps，0minminPsmPs，minPs，max2122.661.3KN2mm2M21la2bbt3t24Psm2161.3(2.50.4)240.82499.12KNm99.12102346mmAS30.930010602161.32.51.25241.638KNmM424638102213mmAs40.9300660选取208@200，As1006mm2(可以)

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