单层工业厂房结构课程设计说明书

单层工业厂房的结构设计
目录
一、设计条件3
二、计算简图的确定5
三、荷载计算7
四、力计算10
五、最不利荷载组合19
六、柱截面设计25
七、牛腿设计29
八、柱的吊装验算32
九、基础设计35
一、设计条件
1.1项目概述
某厂装配车间为单跨钢筋混凝土厂房，跨度24m ，长66m ，柱顶标高12.4m ，轨顶标高10.0m ，厂房设有天窗，使用两台5~20t 中间作业吊车。

防水层采用聚氨酯防水胶，维护墙采用240mm 厚双面砖墙，钢门窗，混凝土地面，室外高差150mm 。

建筑剖面见图1。

1.2结构设计数据
自然条件：基本风压值为20.55/KN m 。

地质条件：天然地面下1.2米处为老土层，修正后的地基承载力为
2120/KN m ，地下水位在地面下2.5米。

1.3 吊车使用情况
车间设有两台200/50KN 中级工作制吊车，轨顶标高为10.0米，吊车的
注：min max p ()/2G Q p =+-
1.4车间标准件的选择
屋顶板
采用1.5X6m 预应力钢筋混凝土屋面板，标注其自重(含填缝)。

该值必须为1.4kN/m2。

1.4.2沟板
天沟板标准重量为17.4KN/块(含积水重量)。

天窗框架
门窗用钢筋混凝土天窗框架的自重荷载标准，以及每个天窗框架到屋顶框架的支柱 该值为36KN 。

屋顶桁架
采用预应力钢筋混凝土折线屋架，标准重量106KN/跨。

屋架支撑
屋架支撑自重标准值为0.05kN/m2。

吊车梁
起重机为预应力钢筋混凝土吊车梁，高度为
1200mm，自重标准值为44.2kN/根。

轨道部件重量的标准值为1kN/m，
轨道垫层的高度为200毫米。

1.4.6连续梁和过梁
均为矩形截面，尺寸见图集。

基础梁
基础梁的尺寸；基础梁截面为梯形，顶部宽300mm，底部宽300mm。

200毫米，高度500毫米。

1.5材料选择
1.5.1栏
混凝土:C20 ~ C30；
钢筋:采用HRB335级钢。

1.5.2基础
混凝土:C20；
钢筋:采用HRB335级钢。

屋面做法
大屋面板抹20厚1: 3水泥砂浆找平层，找平层厚2.5毫米。

厚聚氨酯防水层。

1.6屋顶或在标准值。

2
q
kN
/
4.0m
1.7 相关建筑材料的基本数据
钢筋混凝土容重3
kN m
25/
水泥砂浆容重3
kN m
20/
石灰水泥混合砂浆容重3
kN m
19/
240厚双面粉刷机制砖墙重2
kN m
5.3/
钢门窗自重2
.0m
kN
40
/
聚氨酯防水层自重2
.0m
kN
/
30
找平层自重2
kN
.0m
/
40
图1.1 建筑剖面图
二、计算简图的确定
2.1 计算上柱高与柱全高
根据任务书的建筑剖面图：
上柱高u H =柱顶标高-轨顶标高+轨道构造高度+吊车梁高 =12.4-10+1.2+0.2=3.8m
全柱高H=柱顶标高—基顶标高=12.4-（-0.5）=12.9m 下柱高l H =H-u H =12.9-3.8=9.1m λ= u H /H=3.8/12.9=0.295
2.2 初步确定柱截面尺寸
根据柱的高度、吊车起重量与工作级别等条件，可确定柱的截面尺寸，见表2.1。

验算初步确定的截面尺寸
对下柱截面宽度
9100
400=(
2222
l
H
mm b
==可以）
对于下柱截面高度，有吊车时
9100
758900()
1212
l
H
mm h mm
==<=可以无吊车时
3
1.5 1.51
2.910
774900()
2525
H
mm h mm
⨯⨯
==<=可以
排架计算单元和计算简图如下图所示。

图2.1 计算单元和计算简图
三、荷载计算
3.1 恒载
3.1.1 屋盖结构自重
2.5mm 厚聚氨酯防水层20.30/kN m 20m 厚1：3水泥砂浆找平层20.4/kN m 预应力混凝土屋面板（包括灌缝）21.4/kN m 屋盖支撑20.05/kN m
22.151.2 2.58k /N m ⨯=
天沟板 1.2×17.4=20.88kN 天窗 1.2×36=43.2kN 屋架自重 1.2×106=127.2kN G 1=2.58×6×12+20.88+43.2+127.2×0.5=313.44kN
mm h e u 501502
40015021=-=-=
3.1.2 柱自重 A 、C 柱
上柱 G 4A = G 4C =1.2×4×3.8=18.24kN 下柱 G 5A = G 5C =1.2×4.69×9.1=51.21kN
mm e A 2504=5e =0
B 柱
上柱 G 4B =1.2×6×3.8=27.36kN
下柱 G 5B =1.2×4.94×9.1=53.94kN
5e =0 mm e B 04=
3.1.3 吊车梁与轨道自重
G3=1.2×（44.2kN+6m ×1kN/m ）=60.24kN
A e 3=300mm
B e 3=750mm
各项恒荷载作用位置如图3.1所示。

图3.1 荷载作用位置图(单位:kN ）
3.2 屋面活荷载标准值
由《荷载规》可知，不上人屋面均不活荷载为0.4 KN/m 2，不大于基本雪压，屋面活荷载在每侧柱顶产生的压力为
kN Q 32.401264.04.11=⨯⨯⨯=
mm e 501=
1Q 的作用位置与1G 作用位置一样，如图3.1所示。

3.3 风荷载
某地区的基本风压2=0.55/o w kN m ，对21,q q 按柱顶标高12.4m 考虑，查规得067.1=z μ，对w F 按天窗檐口标高14.3考虑，查规得12.1=z μ。

屋顶标高15.99m 考虑，查规得255.1=z μ。

天窗标高19.86m 考虑，查规得247.1=z μ。

风载体型系数s μ的分布如图下
图3.2 风荷载体型系数与排架计算简图
则作用于排架计算简图(图3.2）上的风荷载设计值为：
)
(/97.1655.0067.14.04.1)(/94.3655.0067.18.04.10201→=⨯⨯⨯⨯==→=⨯⨯⨯⨯==m kN B w q m kN B w q z s Q k z s Q k μμγμμγ12134202
[()()]1.4[(0.8+0.4) 1.120(14.3-12.4)m+(-0.2+0.4) 1.162(15.99-14.3)m +(0.6+0.5+0.6+0.2) 1.249(19.86-15.99)m] 1.00.55KN/m 6.0m =55.97KN
w Q s s z s s z z F h h w γμμμμμμββ
=+++=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯
3.4 吊车荷载
图3.3 吊车荷载作用下支座反力影响线
3.4.1 吊车竖向荷载
由公式求得吊车竖向荷载设计值为：
)(4321max ,max y y y y P D Q k +++=γ
=1.4×202×（1+0.267+0.8+0.067）=603.5KN
KN D P P D 3.1795.603202
60
max max min min =⨯==
3e =750—800÷2=350mm
3.4.2 吊车横向水平荷载
作用于每一个轮子上的吊车横向水平制动力为：
11()0.1(20077.2) 6.9344
T Q g kN kN kN
α=+=⨯⨯+= 作用于排架柱上的吊车横向水平荷载设计值为：
max 1.4 6.93 2.13420.7Q i
T T
y
KN γ==⨯⨯=∑
其作用点到柱顶的距离
y=684.08
.36
.2/,6.22.18.3==
=-=-u e u H y m h H 四、力计算
4.1 恒载作用下排架力分析
该厂房为两跨等高排架，可用剪力分配法进行排架力分析。

其中柱的剪力分配系数
计算，见表4.1。

i η
在G1作用下：
KN G 44.313G 11==KN G G A 48.78G 432=+=
KN G A 18.53G 53==KN G 32.6522G 14== KN G G B 84.1472G 345=+=KN G B 94.53G 56==
111M =G e =313.440.05=15.672kN m ⨯⋅
214A 4A 33M =(G G )e -G e =(313.4418.24)0.25-60.240.3=64.848kN m ++⨯⨯⋅对A 、
C 柱，已知295.0,109.0==λn 由规公式：
=-+--⨯=-+--⨯=)
1109
.01(295.01)109.01
1(295.0123)11(1)11(12332321n n C λλ 2.122
132.1)
1109
.01(295.01295.0123)11(112332
323=-+-⨯=-+-⨯=n C λλ
因此，在21M M 和共同作用（即在G1作用下）柱顶不动铰支承的反力
12121
28.27A M M
R R R C C kN H H
=+=+= 8.27C R kN =-
图4.1 恒载作用下排架力图
4.2 在屋面活荷载作用下排架力分析
4.2.1 AB跨作用屋面活荷载
排架计算简图如图2.1所示，其中Q
1
=40.32KN，它在柱顶与变阶处引引起的力矩为：
m
kN
M
A
•
=
⨯
=016
.2
05
.0
32
.
40
1
m
kN
M
A
•
=
⨯
=08
.
10
25
.0
32
.
40
2
m
kN
M
B
•
=
⨯
=045
.6
15
.0
32
.
40
1
对A柱，
1
C=2.122，
3
C=1.132
kN
C
H
M
C
H
M
R A
A
A
26
.1
9.
12
132
.1
6.
10
122
.2
016
.2
3
2
1
1=
⨯
+
⨯
=
+
=
对B柱，
1
C=1.721
kN
C
H
M
R B
B
806
.0
9.
12
721
.1
045
.6
1
1=
⨯
=
=
则排架柱顶不动铰支座总反力为：
kN
R
R
R
B
A
066
.2
806
.0
26
.1=
+
=
+
=
将R反向作用于排架柱顶，计算相应的柱顶剪力，并与柱顶不动铰支座反力叠加，可得屋面活荷载作用于AB跨时的柱顶剪力，即
kN
R
R
V
A
A
A
669
.0
066
.2
286
.0
26
.1=
⨯
-
=
-
=η
a
kN R R V B B B 078.0066.2428.0806.0-=⨯-=-=η
kN R V C C 590.0066.2286.0-=⨯-=-=η
图4.2 AB 跨作用屋面活荷载时排架力图
4.2.2 BC 跨作用屋面活荷载
由于结构对称，且BC 跨与AB 跨作用的荷载一样，故只需将图4.2中个力图的位置与方向调整一下即可，如图4.3所示。

图4.3 BC 跨作用屋面活荷载时排架力图
4.3 吊车荷载作用下排架力分析
4.3.1 D max 作用在A 柱 A 柱：m kN e D
M k k
⋅=⨯==05.1813.05.6033
max,max,
B 柱：m kN e D M k k ⋅=⨯==48.13475.03.1793min,min, 对A 柱132.13=
C 3181.05. 1.13215.8912.9A A M KN m
R C KN H m
=-
=-⨯=- 对B 柱2
3331 1.285121(1)C n
λλ-=⨯
=+- 3134.45. 1.28513.4012.9B B M KN m R C KN H m
==⨯=( )
15.8913.40 2.49A B R R R KN KN KN =+=-+=-
( )
排架各柱顶剪力分别为：
15.890.286 2.4915.18A A A V R R KN KN KN η=-=-+⨯=-( )
13.400.429 2.4914.47B B B V R R KN KN KN η=-=+⨯=( )
0.286 2.490.71C C V R KN KN η=-=⨯=( )
排架各柱的弯矩图，轴力图和柱底剪力值如图4.4所示。

图4.4
max
D 作用A 柱时排架力图
4.3.2 max D 作用在B 柱左
min 3179.260.353.78.A M D e kN m kN m ==⨯= max 3603.500.75452.63.B M D e kN m kN m ==⨯=
柱顶不动铰支座反力A R ，B R 与总反力R 分别为：
353.78. 1.132 4.7212.9A A M KN m
R C KN H m =-
=-⨯=-( ) 3452.63. 1.28545.0912.9B B M KN m R C KN H m
==⨯=( )
4.724
5.0940.37A B R R R KN KN KN =+=-+=( )
各柱顶剪力分别为：
4.720.28640.3716.27A A A V R R KN KN KN η=-=--⨯=-( ) 4
5.090.42940.3727.77B B B V R R KN KN KN η=-=-⨯=( )
0.28640.3711.55C C V R KN KN η=-=-⨯=-( )
排架各柱的弯矩图，轴力图与柱底剪力值如图4.5所示
图4.5
max
D 作用B 柱左时排架力图
4.3.3 D max 作用在B 柱右
根据结构对称性与吊车吨位相等的条件，力计算与作用于B 柱左的情况一样，只需将A ，C 柱力对换并改变全部弯矩与剪力符号，如图4.6所示。

max D
图4.6
max
D 作用B 柱右时排架力图
4.3.4 作用于C 柱
同理，将作用于A 柱情况的A ，C 柱力对换，并注意改变符号，可求得各柱的力，如图4.7所示。

图4.7
max
D 作用C 柱时排架力图
max D
4.3.5 T max 作用在AB 跨柱
对A 柱 287.0,109.0==λn a=（3.8-1.2）/3.8=0.632 对A 柱629.05=C ，则
kN C T R A 02.13629.07.205max -=⨯-=-=
对B 柱69.05=C ，则
kN C T R B 3.1469.07.205max -=⨯-=-=
排架柱顶总反力R 为：
kN R R R B A 32.273.1402.13-=--=+= 各柱顶剪力为：
kN R R V A A A 23.532.27286.002.13-=⨯+-=-=η kN R R V B B B 55.232.27428.03.14-=⨯+-=-=η
kN R V C C 79.732.27286.0=⨯=-=η
T max 作用在AB 跨的M 图、N 图如图4.8所示。

4.3.6T max 作用在BC 跨
由于结构对称与吊车吨位相等，故排架力计算与作用AB 跨情况一样，仅需将A 柱与C 柱的力对换，如图4.9所示。

图4.9 Tmax 作用于BC 跨时排架力图
max T
4.4 风荷载作用下排架力分析
4.4.1 左吹风时
对A 、C 柱 287.0,109.0==λn
329.0)]
1109
.01(287.01[)]1109.01
(287.01[83)]1(1)]11(1[833
41
3411=-+-+⨯=-+-+=n n C λλ KN
HC q R KN HC q R C A 36.8329.09.1297.172.16329.09.1294.3112111-=⨯⨯-=-=-=⨯⨯-=-=
kN F R R R W B A 06.8198.5536.872.16-=---=++=
各柱顶剪力分别为:
kN R R V A A A 46.606.81286.072.16=⨯+-=-=η kN R R V C C C 82.1406.81286.036.8=⨯+-=-=η
kN R V B B 69.3406.81428.0-=⨯-=-=η
风从左向右吹风荷载作用下的M 、N 图如图
图4.10 左吹风时排架力图
4.4.2 右吹风时
计算简图如4.11a 所示。

将图4.10b 所示A,C 柱力图对换且改变力符号后可得，如图4.11b 所示。

图4.11 右吹风时排架力图
五、最不利荷载组合
力组合按式（2.5.19）~式（2.5.21）进行。

除max N 与相应的M 和N 一项外，其他三项均按式（2.5.19）和式（2.5.20）求得最不利力值；对于max N 与相应的M 和N 一项，和截面均按（1.2 1.4Gk Qk S S +）求得最不利力值，而截面则是按式（2.5.21）即（1.35Gk Qk S S +）求得最不利力。

对柱进行裂缝宽度验算时，力采用标准值。

II II -III III -I I -
A
注：单位()，单位，单位。

A M m kN ⋅N kN V kN
注：单位()，单位，单位。

M m kN ⋅N kN V kN
六、柱截面设计
6.1 A 柱的截面设计
6.1.1 柱在排架平面的配筋计算
注 1.00/,,20/30i a a e M N e e e e h ==+=、的较大者，考虑吊车荷载
2. 000(2.0 1.0, 1.5l u l H l H l H ===上柱），不考虑吊车荷载时，。

3. 对于单厂为有侧移结构],)(/140011[.21200ξξηh
l h e i +
=
综上所述:下柱截面选用5Ф22（19002mm ） 6.1.2 柱在排架平面外的承载力验算
上柱，N max =331.68kN,考虑吊车荷载时，按规有
1940076000==b l 由规知78.0=ϕ
max (2)0.78(14.340040023001140)2318.16=331.68u c c y s N f A f A kN N kN
φ=+=⨯⨯⨯+⨯⨯=>
下柱N max =877.65,当考虑吊车荷载时，按规有
0.1,28804
.3229100804.32210875.110538.1910875.110538.1905
92
549====⨯⨯==⨯=⨯==ϕ则i l mm
A I i mm A mm I I l l
5max (2) 1.0(14.3 1.8751023001900)3821.25877.65u c c y s N f A f A kN N kN φ=+=⨯⨯⨯+⨯⨯=>=故承载力满足要求。

6.1.3 裂缝宽度验算
2252=1140,A =1900,=2.010/s s s A mm mm E N mm ⨯上柱下柱；构件受力特征系数
；混凝土保护层厚度取25mm 。

验算过程见表6.3。

相应于控制上、下柱配筋的最不利力组合的荷载效应标准组合为：
1.2cr =αc
非地震区的单层厂房柱,其箍筋数量一般由构造要求控制.根据构造要求,上、下柱均选用Ф8200箍筋。

6.2 B 柱截面设计
6.2.1上柱配筋计算
由力组合表可见，上柱截面有四组力，取h 0＝600－40＝560mm ，附加弯矩e a =20mm （等于600／300），四组力都为大偏心，取偏心矩较大的的一组．即：
M=227.31.kN m N=699.6kN
吊车厂房排架方向上柱的计算长度0l =2X3.8m=7.6m 。

e o =M/N=227.31/699.6=325mm,e i =e 0+e a =325+20=345mm
由0/l h =7600mm/600mm=12.67>5，故应考虑偏心距增大系数η
1ξ=N A f c 5.0=N
mm mm mm N 699600600400/3.145.02⨯⨯⨯=2.453>1.0
取1ξ=1.0.
2ξ=01.150.01l h
-=76001.150.01 1.02600mm mm ⎛⎫
-⨯=
⎪⎝⎭=1.023
,取2 1.0ξ=
η=2
012
01
11400i l e h h ξξ⎛⎫
+ ⎪⎝⎭=0.10.1)6007600(560
3451400112⨯⨯⨯+ =1.186
ξ=
10c N f bh α=218.0560
4003.140.1699600
=⨯⨯⨯
51.96
.143773
.667>=10.50.514.3[10010002(400100)150]=0.9451.437600
c f A N ζ⨯⨯⨯+⨯-⨯=='0
2800.143560s a mm
h mm
>
=
=
01.41354.7500.130.3168i e mm mm h mm η=⨯=>=，627.89b N N KN >=
取x=2a s '进行计算
'/2 1.41 354.7mm+600mm/2-40mm=760.13mm i s e h a η+-=⨯mm 2.149402
600345186.1=+-⨯
10'2''0()62789078011.9400131.91(560131.91/2)21151()300(56040)
c s s y s x
Ne f bx h A A mm
f h a α--⨯-⨯⨯-====--
选
s =942mm 2
则00002.039.0600400)
(>=⨯==bh A
s
ρ，满足要求 垂直于排架方向柱的计算长度0l =1.25X3.8m=4.75m ， 则0/4750/6007.9168l b ==< 1.00ϕ=
''0.9()0.9 1.00(11.9/400600300/14732
c y s N f A f A N mm mm mm N mm mm ϕ=+=⨯⨯⨯⨯+⨯⨯)27633006004003.14(0.19.0⨯⨯+⨯⨯⨯⨯
=
kN
N kN 8.724max 8.3500=>
满足弯矩作用平面外的承载力要求。

6.2.2 下柱的配筋计算
取mm h o 960401000=-=，与上柱分析方法类似，选择下列两组不利力： M=667.73kN*m M=554.37kN*m N=1437.61kN N=828.66kN
（1） 按M=667.73kN*m ，N=1437.6kN 计算
下柱计算长度l o =1.0 H c =9.1m,附加偏心距e a =1000/30=33mm(>20mm) B=100mm, b f '=400mm, h f '=150mm
E o =M/N=
故应考虑偏心距增大系数，取ξ2=1.0
η=108.1945.00.1)10009100(960
497140011)(
1400112
212=⨯⨯⨯⨯+=⨯⨯
+
ξξh h h e o o
i
2698)40560(300)
280560(804003.140.1699600mm =-⨯-⨯⨯⨯⨯-
o =1.108497550.7mm 0.3h 288mm i e η⨯=>= 故为大偏心受压。

x=
b
f h b b f N
c f
f
c 1'
'
1)(∂-∂-
=mm 3.555100
3.140.1150
)100400(3.140.11437600=⨯⨯⨯-⨯⨯-
mm
a h e e s i 7.10101021000
7.5502=-+=-+=η)
()2()21()('
1''
'1's o y o c f o f f c s s a h f x h bx f h h h b b f Ne A A --∂---∂-===)
40960(300)2
3.555960(3.55510003.140.1)2150960(150)100400(3.140.17.10101437600-⨯-⨯⨯⨯⨯--
⨯⨯-⨯⨯-⨯=1238mm 2
（2）按M=554.37kN*m,N=828.66kN
计算方法与上述一样，计算过程从路，As=As'=930mm2 综合上述计算结果，下柱截面选用
6.2.3 柱裂缝宽度验算
方法同A 柱，经验算表明裂缝宽度合格。

6.2.4 柱箍筋配置
８200箍筋。

七、牛腿设计
7.1 A 柱牛腿设计
根据吊车梁支承位置、截面尺寸与构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图7.1所示。

其中牛腿截面宽度=400mm ，牛腿截面高度=600mm, =565mm 。

b h 0h
图7.1 牛腿尺寸简图
7.1.1 牛腿截面高度验算
=0.65, ，(牛腿顶面无水平荷载), ，取，vk
F 按下式确定：
max,454360.24
438.061.4 1.2
k
k
vk Q
G
D G F kN γγ=
+
=
+= 则：
vk tk vk hk F kN h a bh f F F >=⨯⨯⨯=+
-54.5905.0565
40001.265.05.0)5
.01(0
0β
故牛腿截面高度满足要求。

7.1.2 牛腿配筋计算
由于, 因而该牛腿可按构造要求配筋。

根据构造要求，，实际纵向钢
筋取4Ф16
由于，则可以不设置弯起钢筋，箍筋按构造配置，牛腿上部围水平箍筋的总截面面积不应小于承受的受拉纵筋总面积的。

箍筋为Φ8100。

7.1.3 牛腿局部承压验算
设垫板尺寸为400×400mm,局部压力标准值：
kN G D F k k VK 7.6532
.124
.605.6034max,=+=+=
故局部压应力22/73.1075.0/09.4400
400653700
mm N f mm N A F c VK sk =<=⨯==σ 满足要求。

β2tk N/mm 01.2=f 0hk =F 0130mm 20mm mm 150<-=+-=a 0=a 0130mm 20mm mm 150<-=+-=a 2
min 480mm
600mm mm 400002.0=⨯⨯=≥bh A s ρ)
mm 804(2=s A 3.0/0<h a 3
/20h v F 2/1
603.560.24481.271.4 1.2
kN +=7.2 B 柱牛腿设计
对于B 柱牛腿根据吊车梁支承位置，截面尺寸与构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图7.2所示。

其中牛腿截面宽度b=400mm ，牛腿截面高度h=1050mm ，01015h mm =
图7.2 牛腿尺寸简图
7.2.1 牛腿截面高度验算
其中,0,/01.2,65.02===hk tk F mm N f βa=250mm+20mm=270，F tk 按下式确定：
max
3
603.560.24480.271.4 1.2
tk Q G
D G KN KN F KN
γγ=
+=+=
200 1.78/400(10.5)0.65270.50.510
bk tk tk F f bh N mm m
a F h β⨯-=⨯
++
vk
F kN >=+
⨯⨯⨯
48.69210152705.01015
40001.265.0 故牛腿截面高度满足要求
7.2.2 牛腿配筋计算
206637403057820.850.853001015v y F a As mm f h ⨯≥
==⨯⨯2
7301015
30085.027*******mm
=⨯⨯⨯ As=ρmin bh=0.002×400×1050=840mm 2
按840mm 2配筋，选用
（As=1017mm 2），水平箍筋选用Φ8100.
八、柱的吊装验算
8.1 A 柱的吊装验算
8.1.1 柱的吊装参数
采用翻身起吊。

吊点设在牛腿下部，混凝土达到设计强度后起吊。

柱插入杯口深度为
,取,则柱吊装时总
长度为3.8+9.1+0.85=13.75m ，计算简图如图8.1所示。

400
900400
q 2
图8.1 柱吊装计算简图
8.1.2 力计算
柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即
m kN m kN q q
k G /1.8/0.435.15.111
=⨯⨯==μγ
m kN m kN m m q q k G /25.20)/250.14.0(5.1322=⨯⨯⨯==μγ
m kN m kN q q k G /50.9/69.435.15.133=⨯⨯==μγ
在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：
m kN m m kN H q M U ⋅=⨯⨯==49.528.3/1.82
121222
11
m
kN m m kN m kN m m m kN M ⋅=⨯-⨯++⨯⨯=63.736.0)/1.8/25.20(2
1
)6.08.3(/1.8212222由02
1
22333=+-=∑M l q l R M A B 得:
R A =kN m
m
kN m m kN l M l q 76.3875.963.7375.9/50.921213233=⋅-
⨯⨯=- M 3= R A x-232
1
x q
令
3
30A dM R q x dx
=-=得3/38.76/9.5/ 4.08A x R q kN kN m m ===,则下柱段最大弯矩3M 为：
810m m m m 9009.01=⨯=h 850m m 1=h
m kN m m kN m kN M ⋅=⨯⨯-
⨯=09.7906.3/50.92
1
08.476.38223 柱截面受弯承载力与裂缝宽度验算过程见表8.1
8.2 B 柱的吊装验算
采用翻身起吊，吊点设在牛腿下部，混凝土达到设计强度后起吊，可得柱插入杯口深度为0.91000900f h mm mm =⨯=，取950f h mm =，则柱吊装时总长度为3.8m+9.1m+0.95m=13.85m ，计算简图如图8.2所示。

400
q 2
图8.2柱吊装计算简图
柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即
11 1.5 1.350.65/12.2/G k q q KN m KN m μγ==⨯⨯=m
kN m kN /20.12/0.635.15.1=⨯⨯ 22 1.5 1.35(0.4 2.125/)42.53/G k q q m m KN m KN m
μγ==⨯⨯⨯⨯=m kN m kN /4.30)/255.14.0(35.15.12=⨯⨯⨯⨯
33 1.5 1.35 4.94/10.0/G k q q KN m KN m μγ==⨯⨯=m kN
kN /0.1096.435.15.1⨯⨯ 在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：
222
111112.2/ 3.888.08
.22u M q H KN m m KN m ==⨯⨯=20.512.2 3.888.1kN m ⨯⨯=⋅
22
211
12.2/(3.8 1.05)(42.53/12.2/) 1.0522
M KN m m m KN m KN m =⨯⨯++⨯-⨯221
(30.4/12.2/) 1.05153.52KN m KN m m kN m ⨯⨯⨯=⋅
由233321
02
B A M R l q l M =-+=∑得：
233311160.21.10.0/9.4564.21229.45A M KN m R q l KN m m KN l m =
-=⨯⨯-=kN 25.279
.85.1539.81021=-⨯⨯ 2331
2
A M R x q x =-⨯
令330A dM R q x dx =-=，得3/64.21/10.0/ 6.42A x R q KN KN m m ===m 73.210
25.27=，则下柱段最大弯
矩3M 为：
231
2.7.25 2.7310 2.7331.132M kN m
=⨯-⨯⨯=⋅
柱截面受弯承载力与裂缝宽度验算过程见表8.2
九、基础设计
GB 50007—2002《建筑地基基础设计规》规定，对于6m 柱距的单层多跨厂房，其地基承载力特征值22100/130/ak kN m f kN m ≤<，吊车起重量
150~200KN ，厂房跨度24l m ≤，设计等级为丙级时，可不做地基变形验算。

本设计满则上述要求，故不需做地基变形计算。

基础混凝土强度等级采用C20，下设100mm 厚C10的素混凝土垫层。

9.1 A 柱基础设计
9.1.1 作用与基础顶面上的荷载计算
作用于基础顶面上的荷载包括柱底（III III -截面）传给基础的M ，N ，V ，以与外墙自重重力荷载。

前者可由表5.2中的III III -截面选取，见表9.1，其中力标准组合值用于地基承载力验算，基本组合值用于受冲切承载力验算和底板配筋计算，力的正号规定见图9.1。

1800
6000
5100
图9.1 基础荷载示意图
由图9.1可见，每个基础承受的外墙总宽度为6.0m ，总高度为15.00m ，墙体为240mm 实心砖墙（35.3/KN m ），钢门窗（20.4/KN m ），基础梁重量为
（300mm+200mm ）X500mm/2=18.75KN/根。

每个基础承受的由墙体传来的重力荷载为:
240mm 厚砖墙
219/0.24[615.00(5.1 1.8) 3.8]297.13KN m m m m m m m KN ⨯⨯⨯-+⨯=
钢门窗 20.4/(5.1 1.8) 3.89.94KN m m m m KN ⨯+⨯=
基础梁 18.75KN
325.82wk N KN =
wk N 距基础形心的偏心距w e 为：
(240900)/2570w e mm mm mm
=+=
1.2 1.2325.82390.98w wk N N KN KN
==⨯=
9.1.2基础尺寸与埋置深度
9.1.2.1 按构造要求拟定高度h
mm a h h 5011++=
柱的插入深度10.90.9900810800c h h mm mm mm ==⨯=>，取1850h mm =， 由杯底厚度1a 应大于200mm ，取1250a mm =，则 h=850mm+250mm+50mm=1150mm 。

基础顶面标高为-0.500m ，故基础埋置深度d 为： d=h+0.5m=1.15m+0.7m=1.850m
杯壁厚度300t mm ≥，取325mm ，基础边缘高度2a 取350mm ，台阶高度取400mm 。

9.1.2.2 拟定基础底面尺寸 取24 3.614.4A bl m m m ==⨯=
9.1.2.3 计算基底压力与验算地基承载力
2015.2562.4k m G dA KN m m KN γ==⨯=3220/ 1.8514.4532.8kN m m m kN ⨯⨯=
222311641666W lb m m m ==⨯⨯=22
31 3.649.66
m m m ⨯⨯=
基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表9.2；按式（2.7.8）验算地基 承载力，其中1.2f a =1.2×180kN/m 2=216kN/m 2,验算结果见表9.2。

可见,基础底面尺寸满足要求。

9.1.3 基础高度验算
这时应采用基底净反力设计值,max ,j j p p 和,min j p 可按式（2.7.3）计算，结果见表9.3。

对于第二组力，按式（2.7.3）计算时，,min 0j p <，故对该组力应按式（2.7.7）计算基底净反力，即： e=
m 814.054.100836
.821=
a=m e b 186.1814.02
4
2=-=- 由式（2.7.7）得：
2max ,/48.157186
.16.3354.1008232m kN la N p b j ⨯⨯⨯==
因台阶高度与台阶宽度相等（均为400mm ），所以只需验算变阶处的受冲切承载力。

变阶处受冲切承载力计算简图如图9.2所示，变阶处截面有效高度
0750(405)705h mm mm mm mm =-+=。

因为021200270526103600t a h mm mm mm l mm +=+⨯=<=，故A 按下式 计算，即：
m a l l h b b A b t l 352.126.26.36.3705.027.12
0.42222
2
0=⎪⎭⎫ ⎝⎛--⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛--=⎪⎭⎫ ⎝⎛--⎪⎭⎫ ⎝⎛--=
由式（2.7.10）得：
kN A p F l j l 37.210352.16.155=⨯==
1 1.2a m =，因为10226103600a h mm l mm +=<=，故取 2.61b a l m ==，由式
（2.7.11）得：
()m a m 9.12/61.22.1=+=
h=750mm<800mm,取21.0; 1.1/bp t f N mm β==，则由式（2.7.9）得：
kN F kN N h a f l m t hp 37.210415.103110415.103170519001.10.17.07.030==⨯=⨯⨯⨯⨯= β故基础高度满足要求。

9.1.4 基础底板配筋计算
9.1.4.1柱边与变阶处基底反力计算
基础底板配筋计算时长边和短边方向的计算截面如图9.2所示。

三组不利力设计值在柱边与变阶处的地基净反力计算见表2.10.11.其中第1，3组力产生的基底反力示意图见图9.2，第2组力产生的基底反力示意图见图2.10.20；用表列公式计算第2组力产生的,j I p 和,j III p 时，相应的2.45/4和2.85/4分别用2.202/3.752和2.602/3.752代替，且,max 0j p =。

I II
I
I V V I I I I I I
I
II P j,
P j,min
P jI
P jII
图9.2 变阶处的冲切破坏截面与基础底板配筋计算截面
9.1.4.2 柱边与变阶处弯矩计算
,max ,21()(2)
242j j I
I c c p p M b b l l +=-+
()()m kN /71.3754.06.329.00.446.1232412
=+⨯⨯-⨯⨯=
,max ,21()(2)242
j j III
III c c p p M b b l l +=-+
()()m kN /17.4432.16.329.00.476.13124
12
=+⨯⨯-⨯⨯=
,max ,min
21()(2)
242j j II c c p p M l l b b +=-+ ()()m kN /18.3639.00.424.06.364.952412
=+⨯⨯-⨯⨯=
,max ,min
21()(2)
242j j IV c c p p M l l b b +=
-+
()()m kN /65.2227.10.422.16.364.952412
=+⨯⨯-⨯⨯
9.1.4.3 配筋计算
基础底面受力钢筋采用HPB235级2(210/)y f N mm =。

长边方向钢筋面积为：
A s Ⅰ=M Ⅰ/0.9h 0f y =381.80×106/0.9×(1150-45)×210=1828mm 2 A s Ⅲ=M Ⅲ/0.9h 0f y =443.17×106/0.9×(750-45)×210=3326mm 2
选用2090（A s =3770mm 2）
基础底板短边方向钢筋面积为：
A s Ⅱ=M Ⅱ/0.9(h 0-d)f y =363.18×106/0.9×(1150-45-10)×210=1755mm 2
A s Ⅳ=M Ⅳ/0.9(h 0-d)f y =222.65×106/0.9×(750-45-10)×210=1695mm 2 选用1490（A s =1847mm 2）
基础底板配筋图见图9.3，由于2/325/4000.810.75t h mm mm ==>，所以杯壁不需要配筋。

1
2
A
142
@90120@90
图9.3 基础底板配筋图
9.2 B 柱基础设计
9.2.1 作用与基础顶面上的荷载计算
作用于基础顶面上的荷载为柱底（III III -截面）传给基础的M ，N ，V ，可由表5.4中的III III -截面选取，见表9.5。

其中力标准组合值用
于地基承载力验算，基本组合值用于受冲切承载力验算和底板配筋计算，
组别 荷载效应基本组合 荷载效应标准组合
/(.)M KN m /N KN /V KN /(.)k M KN m /k N KN /k V KN
第一
组 667.73 1437.61 36.6 476.95 1125.51
26.14 第二组 -667.73 1437.61 -36.6 -476.95 1125.5 -26.14 第三组
1794.26
1380.26
e w
V
M
N 3600
b
d
h
100
350
400
400
15000
1800
5100
+0.000
400
-1.650
6000
1000
图9.4 基础荷载示意图
9.2.2 基础尺寸与埋置深度 9.2.2.1 按构造要求拟定高度h
mm a h h 5011++=
柱的插入深度10.90.91000900800c h h mm mm mm ==⨯=>，取1950h mm =，由杯底厚度1a 应大于250mm ，取1300a mm =，则h=950mm+300mm+50mm=1300mm 。

基础顶面标高为-0.500m ，故基础埋置深度d 为： d=h+0.5m=1.30m+0.5m=1.80m
杯壁厚度350t mm ≥，取400mm ，基础边缘高度2a 取450mm ，台阶高
度取450mm 。

9.2.2.2 拟定基础底面尺寸
23
2max ,4.168.1/20/12026.1380m m
m kN m kN kN
d
f N A m a k =⨯-=
-≥
γ 考虑偏心受压，将基础的面积适当放大，取4624A bl m m ===22045
m ⨯ 9.2.2.3 计算基底压力与验算地基承载力
20 1.8515.2562.4k m G dA KN m m m KN
γ==⨯=kN m m m kN 680207.1/2023=⨯⨯ 2223
11641666W lb m m m ==⨯⨯=3227.16546
1m m m =⨯⨯
基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表9.6；按式（2.7.8）验算地基承载力，其中1.2f a =1.2×120kN/m 2=144kN/m 2,验算结果见表9.6。

可见基础底面尺寸满足要求。

表9.6 基础底面压力计算与地基承载力验算表 类别 第一组 第二组 第三组
/(.)k M KN m /k N KN
/k V KN
476.95 1125.51 26.14 -476.95 1125.51 -26.14 0
1380.26 0
()/bk k k N N G KN =+ 1805.5 1805.5 2060.3
()/bk k k M M V h =+(.)KN m
508.3 -508.3 0 ,max ,min
k k p p 2()/(/)bk bk N M
KN m A W =±
120.7
59.9 120.7 59.9 103.0 103.0 ,max ,min ,max
()21.2k k k a
p p p p f +=
≤
90.3<120
120.7<144
90.3<120
120.7<144
103.0<120
103.0<144
9.2.3 基础高度验算
类别 第一组
第二组
第三组
/(.)M KN m /N KN
/V KN
667.73
1437.61 36.6
-667.73
1437.61
-36.6 0 1794.26
0 kN N N b /= 1437.61
1437.61 1794.26
()m kN Vh M M b ../+= 715.31 -715.31 0 2max min ()/(/)b b p N M
KN m p A W
=± 114.7 29.1
114.7 29.1
89.7 89.7
9.2.3.1 柱边截面
130h mm =mm 1300,01300451255h mm mm =-=mm mm mm 1255
451300=- 2
2
782.2255.126.0244255.12125m A l =⎪⎭⎫
⎝⎛---⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛--=
97.49/ 1.126109.77l j l F p A KN m m KN
==⨯=kN m m kN 1.319782.2/7.11422
⨯
h=1300mm>800mm,取20.965; 1.1/bp t f N mm β==，
00.70.70.965 1.1/165512551543.3310bp t m l f a h N mm mm mm N F β=⨯⨯⨯⨯=⨯>l
F kN >=⨯⨯⨯8.17291255855.11.1965.07.0
9.2.3.2 变阶处截面
变阶处受冲切承载力计算简图如图9.5所示，变阶处截面有效高度 mm h 905459500=-=
因为021350280529604000t a h mm mm mm l mm +=+⨯=<=mm mm 4000
321090521400<=⨯+故A l 按下式计算，即： 2220 6.0 1.84 2.05()()(0.805)4() 4.23222222
t b l b l a b m m m A h l m m --=---=--⨯-=2
2
18.4211.344905.02125m
=⎪⎭⎫ ⎝⎛--⨯⎪⎭⎫ ⎝⎛- 则97.49/ 4.23412.3l j l F p A KN m m KN
==⨯=kN m m kN 4.47918.4/7.1142
2=⨯ (1.2m a m m m =+=m 255.2211.34.1=⎪
⎭
⎫
⎝⎛+ h=950mm>800mm,取0.996; 1.1/bp t f N mm
β==988.0 ,2/1.1mm N f t =,得： 00.70.7 1.0 1.1/20058051237.8310bp t m f a h N mm mm mm N
β=⨯⨯⨯⨯=⨯l F kN >=⨯⨯⨯⨯5.155290522551.1988.07.0 故基础高度满足要求。

9.2.4 基础底板配筋计算
9.2.4.1 柱边与变阶处基底反力计算
基础底板配筋计算时长边和短边方向的计算截面如图9.5所示。

三组不利力设计值在柱边与变阶处的地基净反力计算见表9.8
I II
I
I V V I I I I I I
I
II P j,
P j,min
P jI
P jII
图9.5 变阶处的冲切破坏截面与基础底板配筋计算截面
9.2.4.2 柱边与变阶处弯矩计算
,max ,21()(2)
242j j I
I c c p p M b b l l +=-+
()()2
2197.58/51240.6559.5/24kN m m m m m kN m =
⨯⨯-⨯⨯+=
,max ,21()(2)242
j j III
III c c p p M b b l l +=-+
()()2
21101.02/5 1.824 1.4405.2/24
kN m m m m m kN m =
⨯⨯-⨯⨯+=
,max ,min
21()(2)
242j j II c c p p M l l b b +=-+ ()()2
2189.7/m 40.6251475.3/24kN m m m m kN m =
⨯⨯-⨯⨯+=
,max ,min 21()(2)242j j IV
c c p p M l l b b +=-+
=
()()2
2189.7/4 1.425 1.8298.1/24kN m m m m m kN m ⨯⨯-⨯⨯+=
9.2.4.3 配筋计算
基础底面受力钢筋采用HPB235级2(210/)y f N mm =。

长边方向钢筋面积为：
A s Ⅰ=M Ⅰ/0.9h 0f y =559.5×106/0.9×(1300-45)×210=2359mm 2
A s Ⅲ=M Ⅲ/0.9h 0f y =405.2×106/0.9×(950-45)×210=2369mm 2
选用18100（A s =2545mm 2）
基础底板短边方向钢筋面积为：
A s Ⅱ=M Ⅱ/0.9(h 0-d)f y =475.3×106/0.9×(1300-45-10)×210=2020mm 2
A s Ⅳ=M Ⅳ/0.9(h 0-d)f y =298.1×106/0.9×(950-45-10)×210=1762mm 2 选用18100（A s =2545mm 2）
基础底板配筋图见图9.6，由于2/325/4000.810.75t h mm mm ==>
75.0889.0450/400>=，所以杯壁不需要配筋。

1
A
图9.6 基础底板配筋图。