单层工业厂房课程设计计算书【范本模板】

单层工业厂房结构课程设计计算书
学号：
学院：水利与建筑
专业:土木工程
班级：1103
姓名：
一．设计资料
1.某金工车间，单跨无天窗厂房，厂房跨度L=24m,柱距为6m，车间总长
度为120m，中间设一道温度缝，厂房剖面图如图所示：
2.车间内设有两台双钩桥式起重机,吊车起重量为200/50kN。

3.吊车轨顶标高为9.6m。

4.建筑地点：哈尔滨。

5.地基:地基持力层为亚粘性层，地基承载力特征值为f
=180kN/m2。

最
ak
高地下水位在地表15m。

6. 材料：混凝土强度等级为C30，纵向钢筋采用HRB400级，(360N/mm 2）
箍筋采用HPB235级。

（300N/mm 2)
二。

选用结构形式
1. 钢屋盖，采用24米钢桁架，桁架端部高度为1。

2m ，中央高度为2。

4m,屋面坡度为21
，,屋面板采用彩色钢板，厚4mm. 2. 预制钢筋混凝土吊车梁和轨道链接
采用标准图G325,中间跨DL-9Z ，边跨DL-9B ，梁高m h b 2.1=。

轨道连接采用标准图集G325 3. 预制钢筋混凝土
取轨道顶面至吊车梁顶面的距离m h a 2.0=，故 牛腿顶面标高=轨顶标高—a h -b h =9.6-1.2-0。

2=8.2
查附录12得，吊车轨顶至吊车顶部的高度为2.7m ，考虑屋架下弦至吊车顶部所需空间高度为220mm ，故 柱顶标高=9。

6+2。

7+0.22=13.52m ，
三． 柱的各部分尺寸及几何参数
上柱 b ×h=400mm ×400mm （g 1=4。

0kN/m) A i =b ×h=1。

6×105m 2 I 1=bh 3/12=2。

13×109mm 4
图1厂房计算简图及柱截面尺寸
下柱 b
f ×h×b×h
f
=400mm×800mm×100mm×100mm（g
2
=3。

69kN/m）
A
2
=100×400×2+（800-2×100）×100+2×25×150
=1.475×105mm2
I
2
=5003×100/12+2×(400×1003/12+400×100×3002）+4×
(253×150/36+343。

752×1/2×100×25）=8.78×1010mm4
n=I
1/I
2
=2。

13×109/(8.78×109）=0.248
H
1=3.6m；H
2
=3。

6+8。

6=12。

2m.
λ=H
1/H
2
=3.6/12.2=0。

295
四．荷载计算
1。

恒荷载
（1）屋盖自重
SBS防水层 1.2×0.1=0.12kN/m2
20mm厚水泥砂浆找平层 1.2×0.02×20=0。

48kN/m2
大型预应力屋面板(包括灌缝重）1.2×1.4=1。

68kN/m2
总1 g
1
=3.3kN/m2
屋架 1.2×60。

5=72。

6kN
则作用屋架一段作用于柱顶的自重为：G
1
=6×9×3.3+0。

5×72.6=214。

5kN
(2）柱自重
上柱： G
2
=1。

2×3.6×4。

0=17.28kN
下柱: G
3
=1.2×8.6×3。

69=38。

08kN
(3）吊车梁及轨道自重：G
4
=1.2×（30。

4+0.8×6）=42。

2kN
2.屋面活荷载
由《荷载规范》查得屋面活荷载标准值为0.5kN/m2,因屋面活荷载大于雪荷载0。

4kN（50年一遇)，故不考虑雪荷载。

Q
1
=1。

4×0。

5×6×12=50.4kN
3。

风荷载
由《荷载规范》查得齐齐哈尔地区基本风压为ω
=0.45kN
风压高度变化系数（按B类地面粗糙度取）为
柱顶： (按H
2=11。

5m）μ
z
=1。

04
檐口处: (按H
2=13。

8m）μ
z
=1。

11
屋顶： (按H
2=15。

4m）μ
z
=1.15
风荷载标准值：ω
1k =β
z
μ
s1
μ
z
ω
=1.0×0。

8×1。

04×0.45=0.37kN/m2
ω
2k =β
z
μ
s2
μ
z
ω
=1。

0×0。

5×1.04×0。

45=0.23kN/m2
则作用于排架上的风荷载设计值为：q
1
=1.4×0.37×6=3。

15kN/m
q
2
=1。

4×0.23×6=1.97kN/m
F
w =γ
Q
［(μ
s1
+μ
s2
）μ
z
ω
h
1
+(μ
s3
+μ
s4
）μ
z
ω
h
2
]×B
=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 （屋面坡度为1/8）
风荷载作用下的计算简图如下图:
图2风荷载作用下计算简图
4。

吊车荷载
由附表16-2查得 P
k,max
=180kN；
P
k,min =1/2（G+g+Q）—P
k，max
=1/2(228+200）-180=46。

5kN
B=5600mm,K=4400mm
则根据支座反力影响线求出作用于柱上的吊车竖向荷载为：
D
max =φ
c
*γ
Q
＊ P
k，max
＊Σy
i
=0。

9×1。

4×180×（1+0。

267+0。

8+0.067）
=483.99kN
D
min =φ
c
*γ
Q
＊ P
k,min
*Σy
i
=0.9×1。

4×46.5×（1+0.267+0.8+0.067）
=125.03kN 作用于每一轮子上的吊车横向水平刹车力
F
h1=γ
Q
＊ɑ/4（Q+g)=1.4×0.1/4×（200+77。

2）=9。

702kN
则两台吊车作用于排架柱顶上的吊车横向水平荷载为
F
h =φ
c
＊ F
h1
＊Σy
i
=0。

9×9.702×（1+0。

267+0.8+0。

067）
=18。

63kN
五．内力计算
1．恒荷载
（1）屋盖自重作用
因为屋盖自重是对称荷载，排架无侧移,故按柱顶为不动铰支座计算。

由
厂房计算简图及柱截面尺寸图取用计算截面图图3 取用计算截面
e 1=0.05m，e
=0.15m，G
1
=214。

5kN，根据n=0。

248，λ=0。

295查表得C
1
=1。

760，C
3
=1.268,则可得
R=-G
1/H
2
(e
1
*C
1
+e
*C
3
）=-214。

5/12.2×(0.05×1。

760+0.15
×1.268）=—4.97kN(→)
计算时对弯矩和剪力的符号规定为:弯矩图绘在受拉一边；剪力对杆端而言，顺时针方向为正（V
↑-↓+ )，剪力图可绘在杆件的任意一侧，但必须注明正负号，亦即取结构力学的符号。

这样,由屋盖自重对柱产生的内力如下图：
图4 恒荷载内力图
M
Ⅰ
=-214。

5×0。

05+4.97×3。

6=7.17kN·m
M
Ⅱ
=-214。

5×0.15+4.97×3。

6=-14。

28kN·m
M
Ⅲ
=—214。

5×0.15+4。

97×12.2=28.46kN·m
N
Ⅰ= N
Ⅱ
=N
Ⅲ
=214.5kN，V
Ⅲ
=4.97kN
(2）柱及吊车梁自重作用
由于在安装柱子时尚未吊装屋架，此时柱顶之间无连系，没有形成排架，故不产生柱顶反力;因吊车梁自重作用点距离柱外边缘不少于750mm，则内力如下图4所示：
M Ⅰ=0,M
Ⅱ
=M
Ⅲ
=+42.2×0.50-17.28×0。

15=18.51kN·m
N
Ⅰ
=17。

28kN
N
Ⅱ
=17.28+42.2=59。

48kN
N
Ⅲ
=59。

48+35。

50=94.98kN
2。

屋面活荷载作用
因屋面活荷载与屋盖自重对柱的作用点相同，故可将屋盖自重的内力乘以
下列系数,即得屋面活荷载内力分布图如图4所示，其轴向压力及剪力为:
Q
1/G
1
=50.4/214。

5=0。

235
N
Ⅰ= N
Ⅱ
= N
Ⅱ
=50。

4kN,V
Ⅱ
=0。

235×4。

97=1.168kN
3。

风荷载作用
为计算方便，可将风荷载分解为对称及反对称两组荷载。

在对称荷载作用下,排架无侧移，则可按上端为不动铰支座进行计算；在反对称荷载作用下，横梁内力等于零，则可按单根悬臂柱进行计算.
图5 柱作用正风压图
当柱顶作用集中风荷载F
w 时，
1
11
11.85 5.93
22
w
R F kN ==⨯=
当墙面作用均布风荷载时，查表得C
11
=0.355，则得
R
3= C
11
·H
2
·1/2(q
1
—q
2
）=0.355×12.2×1/2×(3。

15—1.97）=2。

56kN
当正风压力作用在A柱时横梁内反力R：
R=R
1+R
3
=8.49kN
A柱内力图如图6所示，其内力为
M=(F
w —R)x+1/2q
1
x2
M
Ⅰ=M
Ⅱ
=（11。

85-8。

49)×3.6+1/2×3。

15×3.62=36。

07kN·m
M
Ⅲ
=(11.85—8。

49)×12.2+1/2×3.15×12。

22=275.42kN·m
N Ⅰ=N
Ⅱ
=N
Ⅲ
=0
V Ⅲ=（F
w
-R)+q
1
x=(11。

85-8。

49）+3。

15×12.2=42.14kN
图６Ａ柱作用正风压图７Ａ柱作用负风压
当负风压力作用在Ａ柱时（如图７所示),其内力为
M=—Rx－1/2q
２
x2
M
Ⅰ=M
Ⅱ
=—8。

49×3.6－1/2×1.97×3。

62=—43。

33kN·m
M
Ⅲ
=-8。

49×12。

2－1/2×1。

97×12.22=—250。

19kN·m
N Ⅰ=N
Ⅱ
=N
Ⅲ
=0
V Ⅲ=-R—q
2
x=—8。

49-3。

15×12.2=-32.52kN
4．吊车荷载
(1）当D
max
值作用于A柱（如图8-a所示）
根据n=0。

248,λ=0.295查表得C
3
=1.268.吊车轮压与下柱中心线距离按
构造要求取e
4
=0.35m，则得排架柱上端为不动铰支座时的反力值为：
R
1=—D
max
·e
4
·C
3
/H
2
=-483。

99×0.35×1。

268/12.2=-25。

15kN（←)
R
2=—D
min
·e
4
·C
3
/H
2
=-125.03×0.35×1.268/12。

2=6。

50kN(→）
故R=R
1+R
2
=—25。

15+6.50=—18.65kN(←）
再将R值反向作用于排架柱顶，按剪力分配进行计算.由于结构对称，
故各柱剪力分配系数相等，即μ
A =μ
B
=0.5。

（如图8—b所示）各柱的
分配剪力为：
V‘
A =- V‘
B
=μ
A
R=0。

5×18.65=9.33kN(→)
最后各柱顶总剪力为：
V
A = V‘
A
-R
1
=9。

33—25.15=-15.82kN(←)
V
B = V‘
B
—R
2
=9.33+6.50=—15。

83kN（→）
图8 吊车竖向荷载作用时柱顶剪力 (a)上端为不动铰支座时 (b）柱顶作用R时则A柱的内力为：(如图9-a所示）
M
Ⅰ=—V
A
·x=-15。

82×3。

6=-56.95kN·m
M Ⅱ=-V
A
·x+D
max
·e
4
=—56。

95+483.99×0。

35=185。

05kN·m
M
Ⅲ
=—15.82×12.2+483.99×0.5=48。

99kN·m
N
Ⅰ
=0kN
N Ⅱ=N
Ⅲ
=483。

99kN
V Ⅲ=V
A
=—15。

82kN（←）
图9 吊车竖向荷载对A柱内力图（a）当D max作用于A柱时（b)当D min作用于A柱时
(2）当D
min
值作用于A柱时(如图9-b所示）
M
Ⅰ=—V
A
·x=—15.82×3。

6=—56。

95kN·m
M Ⅱ=-V
A
·x+D
min
·e
4
=-56.95+125。

03×0。

35=5。

57kN·m
M
Ⅲ
=—15.82×12.2+125.03×0。

35=—130。

49kN·m
N
Ⅰ
=0kN
N Ⅱ=N
Ⅲ
=125.03kN
V Ⅲ=V
A
=-15。

82kN(←）
(3)当F
h
值自左向右作用时(→）
由于F
h
值同向作用在A、B柱上，因此排架的横梁内力为零，则得A柱的内力：（如图10所示）
图10 吊车横向水平作用（a)吊车横向水平作用于排架（b)横向水平作用时
M
Ⅰ=M
Ⅱ
=F
h
x=18.63×1。

0=18.63kN
M
Ⅲ
=18。

63×(9+0。

6)=178。

8kN·m
N Ⅰ=N
Ⅱ
=N
Ⅲ
=0
V Ⅲ=F
h
=18。

63kN(←)
（4）当F
h
值自右向左作用时(←)
其内力值与当F
h
值自左向右作用时相同,但方向相反.
六．内力组合
单跨排架的A柱与B柱承受荷载的情况相同,故仅对A柱在各种荷载作
用下的内力进行组合。

表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表，表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合，表3为A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合及准永久组合。

表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表
荷载种类恒荷
载
屋面
活荷
载
风荷载吊车荷载
左风右风
max
D
min
D()
h
F→()
h
F←
注:（1）内力的单位是kN·m,轴力的单位是kN，剪力的单位是kN；
（2）表中弯矩和剪力符号对杆端以顺时针为正,轴向力以压为正；
（3）表中第1项恒荷载包括屋盖自重、柱自重、吊车梁及轨道自重；
（4)组合时第3项与第4项、第5项与第6项、第7项与第八项二者不能同时组合；
（5）有F
h 作用时候必须有D
max
或D
min
同时作用.
表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合
表3 A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合
-76。

89 193.15—33。

94291.60
-291。

49
290。

84
—36.
15
注：对准永久组合计算，其值要小于标准组合时的相应对应计算值，故在表中从略。

七．柱子设计
1.上柱配筋计算
从表2中选取两组最不利的内力
M
1=—99.85kN·m；N
1
=231.78kN.
M
2=-98。

34kN·m；N
2
=277。

14kN。

(1)先按M
1，N
1
计算
l
/h=2×3600/400=18>5，故需要考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算，偏心距为:
e
0=M
1
/N
1
=99。

85/231。

78=0。

431m
e
a
=h/30=400/30=13.33mm≤20mm,取20mm
e
i =e
+e
a
=431+20=451mm
ζ
1=0.5f
c
A/N=0.5×14。

3×1.6×105/(231。

78×103）=4。

9>1.0
取ζ
1
=1.0
又l
0/h=18>15，故取ζ
2
=1。

15—0.01·l
/h=1。

15—0.01×18=0。

97
η
=1+ζ
1
ζ2
=1+×1.0×0。

97=1.199
ηe
i =1。

199×451=532.75mm〉0。

3h
=109。

5mm
故按大偏心受压计算
则e=ηe
i +h/2—a
s
=532。

75+400/2—35=697.75mm
ζ
b
=0。

482
N≤ɑ
1f
c
bh
ζ
ζ=N/（ɑ
1f
c
bh
)=231.78×103/(1。

0×14。

3×400×365）=0.111<ζ
b
ζh
0=0。

111×365=40。

5mm<2a
s
'=70mm
不满足
取x=2a
s '=70mm，则ζ=2a
s
’/h
=70/365=0。

192
A
s =A
s
’=[Ne—ɑ
1
f
c
bh
2ζ(1—0。

5ζ）］/［f
y
（h
—a
s
)
e=ηe
i +h/2-a
s
’=532.75+400/2-35=697。

75mm
A
s
=［231。

78×103×697.75-1。

0×14。

3×400×3652×0。

192×（1—0.5×0。

192)］/［360×(365—35）]=247。

96mm2
因A
s =247.96mm2<ρ
min
bh=0。

002×400×400=320mm2
取A
s
=320mm2
配置2φ20（A
s
=628mm2）
（2)再按M
2，N
2
计算(M
2
=—98。

34kN·m；N
2
=277.14kN）
e
0=M
2
/N
2
=99。

34/277.14=0.358m
e
a
=h/30=400/30=13.33mm≤20mm,取20mm
e
i = e
+e
a
=358+20=378mm
ζ
1=0。

5f
c
A/N=0。

5×14.3×1.6×105/（277.14×103)=4。

1>1.0
取ζ
1
=1.0
又l
0/h=18>15，故取ζ
2
=1。

15-0。

01·l
/h=1。

15—0.01×18=0。

97
η
=1+ζ
1
ζ
2
=1+×1.0×0.97=1.233
ηe
i =1.233×378=466.07mm>0.3h
=109。

5mm
故按大偏心受压计算
则e=ηe
i +h/2-a
s
=466.07+400/2-35=631.07mm
ζ
b
=0.482
N≤ɑ
1f
c
bh
ζ
ζ=N/(ɑ
1f
c
bh
）=277.14×103/(1.0×14。

3×400×365)=0.133<ζ
b
ζh
0=0.133×365=48.5mm〈2a
s
'=70mm
不满足
取x=2a
s ’=70mm，则ζ=2a
s
’/h
=70/365=0.192
A
s =A
s
’=[Ne-ɑ
1
f
c
bh
2ζ(1—0。

5ζ）]/［f
y
（h
-a
s
）
e=ηe
i +h/2-a
s
'=466。

07+400/2—35=631.07mm
A
s
=[277.14×103×631.07—1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0。

192)］/[360×（365—35)]=358.82mm2
因A
s =358。

82mm2〉ρ
min
bh=0.002×400×400=320mm2
取A
s
=358.82mm2
配置2φ20（A
s
=628mm2）
综合两组计算结果，最后上柱钢筋截面面积每侧选用（2φ20（A
s
=628mm2）)
2。

下柱配筋计算
从表2中选取两组最不利的内力
M
1=-456。

61kN·m;N
1
=386.51kN。

M
2=505。

93kN·m;N
2
=754。

93kN。

(1)先按M
1，N
1
计算
l
/h=8600/800=10.75>5，故需要考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配
筋计算，其偏心距为：
e 0=M 1/N 1=456。

61/386。

51=1.181m e a =h/30=800/30=26。

67mm>20mm e i = e 0+e a =1181+26.67=1207。

67mm
ζ1=0。

5f c A/N=0。

5×14。

3×1.475×105/（386.51×103）=2。

73〉1。

0
取ζ1=1.0
又l 0/h=10。

75<15,故取ζ2=1.0
η=1+ζ1ζ
2
=1+×1.0×1。

0=1.059
则e=ηe i +h/2-a s =1278。

92+800/2—35=1643。

92mm
先按大偏心受压计算相对受压区高度x ，并假定中和轴通过翼缘，
则有,x<h f ’
=112.5mm ，ζb =0。

550,x=N/（ɑ1f c b f ’)=386.51×103/（1。

0×
14.3×400)=67.57mm<ζb h 0=0.55×765=420.75mm
'
270;s x a mm >=属于大偏心受压情况，则
A s =A s ’=[Ne —ɑ1f c b f ’x(h 0—0.5x)]/[f y (h 0-a s ）]=[386.51×103×1643。

92—1。

0×14。

3×400×67。

57×(765—0.5×67。

57）］/[360×（765-35)］
=1342mm 2〉ρmin A=0。

002×1。

475×105mm 2
=295mm 2
(2)再按M 2,N 2计算（M 2=505。

93kN ·m ；N 2=754。

93kN ）
e 0=M 2/N 2=505.93/754。

93=0。

670m e a =h/30=800/30=26.67mm 〉20mm e i = e 0+e a =670+26。

67=696.67mm
ζ1=0.5f c A/N=0。

5×14.3×1。

475×105/(754.93×103)=1.397>1.0 取ζ1=1.0 ζ2=1.0 η
=1+ζ
1
ζ2=1+×1.0×1.0=1.102
则e=ηe i +h/2—a s =1。

102×696.67+800/2-35=1133mm
先按大偏心受压计算相对受压区高度x ，并假定中和轴通过翼缘,则有，x 〈h f ’=112.5mm ，ζb =0.550,x=N/（ɑ1f c b f ’）= 754。

93×103/（1。

0×
14.3×400)=131.98mm> h f ’=112。

5mm
x>2a s =70mm ，按中和轴在腹板内的大偏心受压对称配筋计算. x=[N —ɑ1f c （b f ’—b)h f ’]/（ɑ1f c b) =[754。

93×103-1.0×14。

3×(400-100)×100]/（1.0×14。

3×100）=227。

92mm
A s =A s ’=［Ne-ɑ1f c b f ’x （h 0-0.5x) - ɑ1f c (b f '—b ）h f '(h 0— h f ’）]/[f y （h 0—a s ）］=
［754.93×103
×1133—1.0×14.3×400×67.57×(765-0。

5×67.57）— 14.3×(400-100）×100×（765-100）］/[360×(765-35）］=1093mm 2
〉ρmin A=0。

002×1。

475×105mm 2=295mm 2
综合两组计算结果，最后上柱钢筋截面面积每侧选用(4φ22（A s =1520mm 2)) 3.柱裂缝宽度验算
（1）上柱
从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算：
M
k =76.89kN·m,N
k
=193.15kN
e 0=M
k
/N
k
=0。

398m
ρ
te =A
s
/A
te
=A
s
/（0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.00785〈0.01,取0。

01
因为 l
0/h=18>14；ζ
1
=1。

0;ζ
2
=0。

97
η
s
=1+×1.0×0.97=1.157
则e=η
s e
+h/2-a
s
=1.157×398+400/2-35=625mm
γ
f ’=0,z=[0。

87-0.12(1-γ
f
’)（h
/e)2]h
=[0。

87-0。

12(1-0）×(365/625）2］×365 =303mm
按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力
σ
sk =N
k
(e-z)/（zA
s
)=193.15×103(625-303)/(303×628)=326.8N/mm2
裂缝间钢筋应变不均匀系数为:
ψ=1.1—0。

65f
tk /（ρ
te
·σ
sk
）
=1.1-0.65×2。

01/(0.01×326。

8)=0。

7
ω
max =2。

1ψ(σ
sk
/E
s
)×(1.9c+0.08d
eq
/p
te
)
=2.1×0。

7×(326。

8/200000)×（1。

9×25+0.08×20/0。

001) =0.498mm〉0。

3mm
不满足要求，故重新配置钢筋：4φ20（A
s
=1256mm2）
则ρ
te =0.0157；σ
sk
=163.42N/mm2
ψ=1.1—0。

65f
tk /（ρ
te
·σ
sk
)
=1。

1—0.65×2。

01/(0.01×163。

42）=0。

591
故ω
max =2。

1ψ(σ
sk
/E
s
）×(1.9c+0。

08d
eq
/p
te
)
=2.1×0。

591×（163.8/200000）×（1.9×25+0。

08×20/0。

001） =0。

21mm〈0。

3mm
满足要求。

（2）下柱
从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算:
M
k =350。

59kN·m，N
k
=495.52kN
e 0=M
k
/N
k
=0.708m
ρ
te =A
s
/A
te
=A
s
/(0。

5bh)=628/（0.5×400×400)=0。

0238
因为 l
0/h=10。

75〈14;ζ
1
=1。

0;η
s
=1.0
则e=η
s e
+h/2—a
s
=1。

0×708+400/2—35=1073mm
γ
f ’=（b
f
’-b）h
f
’/（bh
）=（400-100）×112。

5/（100×765)=0。

441
z=[0。

87—0.12（1-γ
f ’)(h
/e)2]h
=[0.87—0.12(1—0.441)×(765/1073）2]×765 =639.5mm
按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力
σ
sk =N
k
(e—z）/（zA
s
)
=495520×（1073-639.5）/(639.5×1520）=354。

78N/mm2
裂缝间钢筋应变不均匀系数为：
ψ=1。

1—0.65f
tk /(ρ
te
·σ
sk
)
=1.1-0。

65×2.01/(0.0206×354。

78）=0.917
ω
max =2.1ψ(σ
sk
/E
s
）×（1。

9c+0.08d
eq
/p
te
)
=2.1×0。

917×(354。

78/200000）×(1.9×25+0。

08×22/0。

0206） =0。

287mm<0。

3mm
满足要求。

4。

运输、吊装阶段验算
（1)荷载计算
上柱矩形截面面积 0。

16m2
下柱矩形截面面积 0。

32m2
下柱工字形截面面积 0.1475m2
=0。

16×25=4kN/m
上柱线荷载 q
3
=[0.32×（0.6+1。

5)+0。

1475×6]×25/8。

1=4。

8kN/m 下柱平均线荷载 q
1
牛腿部分线荷载q
=[0。

24+0.4×(0.25×0。

3+0.5×0.25×0.3)/0.5]/25
2
=10.25kN/m
(2）弯矩计算
l
1
=0。

6+6+1.5=8.1m
l 2=0.5m；l
3
=3。

6m
则： M
C
=-0。

5×4×3.62=25.92kN·m
M
B
=—4×3。

6×（0。

5+0.5×3。

6）-0.5×10。

25×0。

52=—33。

28kN·m
求AB跨最大弯矩，先求反力R
A
：
ΣM
B =0 R
A
=（0.5×4。

8×8.12-33.28）/8.1=15。

33kN
令V=R
A -q
1
X=0；X=R
A
/q
1
=15.33/4.8=3。

19m
则AB跨最大弯矩为：
M
AB
=15。

33×3。

19—0.5×4.8×3.192=24。

48kN
故最不利截面为B及C截面
（3）配筋验算
对B截面
荷载分享系数为1.2，动力系数为1.5，对一般建筑物，构件的重要性
系数取γ
=0.9，则其弯矩设计值为
M
B
=-1.2×1。

5×0。

9×33.28=—53.91kN·m
受拉钢筋截面面积：（为偏于安全，下柱取工形截面计算）
ɑs =M/(ɑ
1
f
c
bh
2）=53910000/（1。

0×14.3×200×3652）=0。

1415
查表得γ
s
=0.928
A
s = M/（f
y
γ
s
h
)=53910000/（360×0.928×365）=422mm2
下柱原配受拉钢筋4φ22（A
s
=1520mm2）,故安全
对C截面
其弯矩设计值为：M
B
=-1.2×1。

5×0.9×25。

92=-41。

99kN·m 受拉钢筋截面面积
ɑs =M/(ɑ
1
f
c
bh
2)=41990000/(1.0×14.3×400×3652)=0。

055
查表得γ
s
=0.972
A
s = M/（f
y
γ
s
h
)=41990000/(360×0。

972×365)=329mm2
下柱原配受拉钢筋4φ20（A
s
=1256mm2），故安全(4）裂缝宽度验算
对B截面
ρ
te =A
s
/（0.5bh)=1520/（0.5×400×200）=0.038
M
Bk
=—1.5×33。

28=—49.92kN·m
σ
sk =M
k
/（0。

87A
s
h
)=49920000/（0.87×1520×365)=103。

4N/mm2
ψ=1。

1—0。

65f
tk /(ρ
te
·σ
sk
）=1。

1—0.65×2.01/(0。

038×103.4)
=0。

758
ω
max =2.1ψ（σ
sk
/E
s
）×(1.9c+0。

08d
eq
/p
te
)
=2。

1×0。

758×（103.4/200000）×（1.9×25+0.08×22/0.038) =0。

077mm〈0。

3mm
故满足要求
对C截面
ρ
te =A
s
/(0.5bh)=1256/（0。

5×400×200)=0.0314
M
Bk
=-1.5×25。

92=-38。

88kN·m
σ
sk =M
k
/(0.87A
s
h
）=38880000/(0.87×1256×365)=97.48N/mm2
ψ=1.1—0。

65f
tk /(ρ
te
·σ
sk
)=1。

1-0。

65×2.01/（0.0314×97。

48)
=0。

673
ω
max =2。

1ψ(σ
sk
/E
s
)×(1.9c+0.08d
eq
/p
te
）
=2。

1×0。

673×（103。

4/200000)×(1。

9×25+0。

08×20/0.0314） =0。

054mm〈0.3mm
故满足要求
综上所述，既可以采用平吊,也可以采用翻身吊，建议采用翻身吊。

5。

柱的牛腿设计
（1）荷载计算
D
kmax
=0。

9×180×(1+0。

207+0。

8+0.06）=336.0kN
G
4
=30.4+0。

8×6=35.2kN
共计 371。

2kN （2）截面尺寸验算
h
1=250mm， h=500mm, C=350mm, 则h
=500—35=465mm,
a=750-800=-50mm，f
tk =2.01N/mm2,F
hk
=0，β=0.80。

β（1-0。

5F
hk /F
vk
)f
tk
bh
/（0.5+a/h
)=0。

8×2.01×400×465/(0。

5—50/465)
=762kN>F
vk
=371。

2kN ɑ〈450,故满足要求。

(3)配筋计算
纵筋截面面积F
v
=1。

2×35.2+1.4×336。

0=513kN
A
s
=50×513×103/（0.85×300×465）=216mm2
<ρ
min
bh=0。

002×350×500=280mm2
选用4φ16(A
s
=402mm2）
箍筋选用φ8@100mm（2φ8,A
sh =101mm2），则在上部2/3h
处实配箍筋截面
面积为 A
sh =101/100×2/3×402=271mm2〉1/2A
s
=1/2×402=201mm2满足要求
a/h
=50/465=0.11〈0.3，故不需设置弯起钢筋。

八．基础设计
1.荷载
按《地基规范》规定,对地基承载力特征值为160-200kN/m2,单跨厂房的跨度l≤30m，吊车起重量不超过30—50t的丙级建筑物，设计时可不做地基变形验算。

当地基按承载力确定基础底面面积时，应按荷载效应标准值进行计算。

这样,可从表3中选取以下两组控制内力进行基础底面计算：
M
1k =350。

59kN·m；N
1k
=495.52kN；V
1k
=35.79kN
M
2k =291。

49kN·m;N
2k
=290。

84kN；V
1k
=—36。

15kN
初步估算基础底面尺寸为:
A=l·b=2.4×3。

6=8。

64m2，W=1/6×2。

4×3.62=5.184m3,取基础高度为1.1m，基础埋深为1.7m，则基础自重和土重为：(取基础与
土的平均自重为20kN/m3）
G
k =γ
m
·lb·H=20×2。

4×3.6×1.7=294kN
由基础梁传至基础顶面的外墙重:
G
wk
=[12。

2×6.0—4.8×(4.8+2.0)+2。

2×6］×0.37×19=378kN 2。

地基承载力验算
η
d =1。

6，取基础底面以上土的平均自重γ
m
=20kN/m3，则
f
a
=180+1.6×20×（1.7-0。

5)=218.4kN/m2
(1)按第一组荷载验算，其基础底面荷载效应标准值为
M
bot，1k =M
1k
+V
1k
·h+G
wk
·e
w
=350。

59+35.79×1。

1—378×(0。

37/2+0。

8/2） =168。

83kN
N
bot，1k =N
1k
+G
k
+G
wk
=495.52+299+378=1167。

52kN
p
1k，max
=N
bot,1k /(l·b)±M
bot，1k
/W
p
1k，min
=1167。

52/（2.4×3.6）±168.83/5.184=135.13±32.57
167.7kN/m2<1.2f
a
=1.2×218。

4=262。

08kN/m2
=
102。

56kN/m 2
p k =1/2×(167.7+102。

56）=135。

13kN/m 2〈f a =218.4kN/m 2 (2)按第二组荷载验算,其基础底面荷载效应标准值为 M bot,2k =M 2k +V 2k ·h+G wk ·e w
=-291.49-36。

15×1.1—378×(0。

37/2+0。

8/2) =—552。

39kN
N bot ，2k =N 2k +G k +G wk =290。

84+294+378=962。

84kN p 2k,max
=N bot ，2k /(l ·b)±M bot ，2k /W
p 2k ，min
=552。

39/(2。

4×3。

6）±962。

84/5.184=111。

44±106。

56 218。

2kN/m 2〈1.2f a =1。

2×218。

4=262。

08kN/m 2 = 4.88kN/m 2
p k =1/2×(218+4.88）=109。

1kN/m 2<f a =218.4kN/m 2
故满足要求。

3.基础抗冲切验算
从表2中取用第一组荷载效应设计值,（其产生的p max 较大者）进行抗
冲切验算，M 1=—456。

61kN ·m ，N 1=386。

51kN,V 1=-55.3kN 其基础底面的相应荷载效应设计值为：
基础自重(不考虑)
外墙传至基础顶面重 1.2378453.6w G wk G G KN γ=⋅=⨯= M bot,1=M 1+V ·h+G wk ·e w
=-456。

61-55.3×1。

1—453。

6×(0.37/2+0。

8/2） =—782。

80kN 基础底面净反力为:
p
n,max
=N
bot,n /(l·b)±M
bot,n
/W
p
n，min
=840.11/（2.4×3.6)±782.80/5。

184=109.39±151.00
260。

39kN/m2<1.2f
a
=1.2×218.4=262.08kN/m2
=
-41。

64kN/m2
因最小净反力为负值,故其底面净反力应为
e
=782。

80/840。

11=0。

932m
a=b/2-e
=3.6/2-0。

932=0.868m
故p
n，max
=2N/（3al）=2×840.11/（3×0.868×2.4)=268。

85kN/m2 （1)柱根处冲切面抗冲切验算
a
b =a
t
+2h
=0。

4+2×1。

055=2。

51m>2。

4m,取2。

4m
A=(b/2—b
t /2-h
）·l=（3.6/2—0。

8/2-1.055)×2。

4=0。

345m2
其冲切荷载计算值
F
l =p
n，max
·A=268.85×0.345=92。

75kN
则冲切承载力按下式计算
F
l ≤0。

7β
h
·f
t
·a
m
h
β
h =0。

948， a
m
=1/2（a
t
+a
b
)=1/2×(0。

4+2。

4）=1.4m
则冲切承载力为
0。

7β
h ·f
t
·a
m
h
=0.7×0.948×1。

43×1.4×103×1055
=1441。

5kN>F
l
=92.75kN
满足要求。

(2)变阶处冲切面抗冲切验算
a
b
=0.4+2×0.4+2×0.755=2.71m〉2.4m，取2。

4m
A=(b/2—b
t /2—h
）·l-(l/2-a
t
/2—h
）
=(3.6/2—0。

8/2-1。

055）×2.4—(2.4/2-1。

2/2-0.755）=0。

708—0.024=0。

684m2
其冲切荷载计算值
F
l =p
n，max
·A=268。

85×0.684=183.89kN
β
h =1.0,a
m
=1/2（a
t
+a
b
）=1/2×（1。

2+1.4)=1。

8m
则冲切承载力为
0.7β
h ·f
t
·a
m
h
=0。

7×1.0×1.43×1.8×103×1055
=1360kN>F
l
=183。

89kN 满足要求。

3。

基础抗冲切验算
(1)基础长边方向配筋
按第一组荷载计算（最不利）：
基础底边土净反力p
n，max
=268.85kN/m2
在柱根处及变阶出净反力
p
n1=（3a-b/2+b
t
/2）/（3a）×p
n,max
=（3×0.868—1。

8+0.4)/(3×0。

868)×268.85=124。

3kN/m2
p
n2
=（2。

064—1。

8+0。

4)/2.064×268。

85=165。

6kN/m2则其截面相应弯矩为
M
Ⅰ=1/12（b/2—b
t
/2）2［（2l+a
t
）(p
n，max
+p
n1
）+(p
n，max
-p
n1
）]
=1/12×（3.6/2—0.8/2）2×［（2×2。

4+0。

4)
×（268。

85+124。

3)+(268。

85—124。

3）] =126.7kN·m
M
Ⅲ
=1/12×（3。

6/2—1.6/2）2×[（2×2.4+1。

2)
×（268.85+124.3）+(268.85—124。

3)]
=153.4kN·m
相应于Ⅰ-Ⅰ和Ⅲ—Ⅲ截面的配筋为
A
s =M
Ⅰ
/（0.9h
01
f
y
）=126。

7×106/（0。

9×1055×360）=371mm2
A
s =M
Ⅲ
/（0。

9h
02
f
y
）=153.4×106/（0.9×755×360)=627mm2
选用16φ8@180（A
s
=804.8mm2）(2）基础短边方向配筋
按第二组荷载计算(最不利）：
M
2=505。

93kN·m；N
2
=754.93kN；V
2
=46。

49kN；G
w
=453。

6kN
则 M
bot,2
=505。

93+46。

49×1。

1—453.6×(0.37/2+0。

8/2）=291。

71kN·m
N
bot，2
=754。

93+453。

6=1208。

5kN
p
n，max
=N
bot,n /(l·b)±M
bot，n
/W
p
n,min
=1208.5/（2.4×3。

6)±291.71/5。

184=139。

9±56.27 196.17kN/m2
=
83。

63kN/m2
则其截面相应弯矩为
M
Ⅱ=1/48(l-a
t
)2（2b+b
t
）（p
n，max
+p
n,min
)
=1/48×（2。

4—0.4)2×(2×3.6+0.8）×(196。

17+83.6) =186.5kN·m
M
Ⅳ
=1/48×（2.4-1.0)2×(2×3.6+1。

4)×（196。

17+83.6） =73.9kN·m
相应于Ⅱ—Ⅱ和Ⅳ-Ⅳ截面的配筋为
A
s =M
Ⅱ
/(0.9h
01
f
y
)=186.5×106/（0。

9×1055×360）=673mm2
A
s =M
Ⅳ
/(0.9h
02
f
y
）=73.9×106/（0.9×755×360)=306mm2
选用16φ8.2＠200(A
s
=844.8mm2)。