《建筑钢结构设计》大作业模版

《建筑钢结构设计》大作业
一、 设计资料
1、车间柱网布置：长度120m ，柱网分别为6m 、7.5m 、9m ，跨度分别为21m 、24m 、27m 、30m ，檐口高度分别为6m 、8m 、9m ，屋面坡度为1/10，屋面材料为单层彩板或夹芯板，墙面材料单层彩板或夹芯板，天沟为彩板天沟或钢板天沟。

2、荷载：静荷载当无有吊顶时为2
/2.0m kN ，有吊顶时为2
/45.0m kN ；活荷载为
2/3.0m kN （计算刚架时）、2/5.0m kN （计算檩条时）；基本风压2
/35.0m kN ，地面粗糙度
为B 类；雪荷载为2
/5.0m kN ；地震设防烈度为7度。

3、材质:Q235或Q345 钢材
4、地质水文条件: 场地平坦,周围无相邻建筑物,II 类场地土, 自上而下土层分布情况为:
(1)素填土,FK=50kPa,ES=2.8MPa,厚度0.5~1.m ，灰褐色，软塑 (2)粘土,FK=170kPa,ES=7.0MPa,厚度0.4~1.m ，黄褐色，可塑 (3）粘土,FK=280kPa,ES=12.0MPa,厚度3.0m ，褐色，硬塑 (4)粘土,FK=420kPa,ES=15.0MPa,厚度2.9m ， 黄褐色，硬塑 (5)强风化岩层，FK=420kPa ，坚硬 地下水位较低,无侵蚀性。

施工技术条件:各种机具、材料和施工质量能满足要求。

二、作业要求
根据不同柱网、跨度、檐口高度、荷载可以有多种不同的组合。

每人取其中的一种组合（不得雷同），独立完成轻钢门式刚架结构设计计算。

要求计算书内容要有系统地编排，字体要端正，表示要清楚，计算步骤明确，计算公式和数据来源应有依据，并应附有与设计有关的插图和说明。

三、设计计算书内容
1、确定柱网和屋面及其支撑布置，选择钢材及焊接材料，并明确提出对保证项目的要求；
2、门式刚架选型，确定梁柱截面形式，并初估截面尺寸；
3、梁柱线刚度计算及其计算长度确定；
4、荷载统计及计算荷载计算；
5、用结构力学计算各工况下的内力、柱顶水平位移及横梁挠度；
6、进行荷载组合、内力组合（不考虑地震计算）；
7、构件及连接节点（梁柱连接节点、屋面梁拼接节点）设计计算；
8、柱脚设计计算。

要求计算书内容要有系统地编排，字体要端正，表示要清楚，计算步骤明确，计算公式和数据来源应有依据，并应附有与设计有关的插图和说明。

四、教材及参考书
1.马人乐等编著，《建筑钢结构设计》（第二版），同济大学出版社，2000年10月
2.《建筑钢结构设计》，刘锡良、陈志华编著，天津大学出版社，2004年
3.《建筑钢结构焊接规程》（JGJ81-2002)
5.《钢结构高强度螺栓连接的设计施工及验收规范》（JGJ82-91)
6.《钢结构设计规范》（GB50017-2003)
7.《冷弯薄壁型钢结构设计手册》
8.《门式刚架轻型房屋钢结构技术规范》（CECS 102:98)
9.《钢结构工程施工质量验收规范》（GB50205-2001)
10.《建筑结构荷载规范》（GB50205-2001)（2006版）
11.《冷弯薄壁型钢结构技术规范》（GB50018-2002)
五、考核方式
占总成绩的20%.
六、设计实例(钢结构单层厂房结构计算书)
6.1、设计资料
某市某加工厂一厂房，该厂房为单层，采用单跨双坡门式刚架，刚架跨度18m ，柱高6m ；共有12榀刚架，柱距6m ，屋面坡度1:10；地震设防列度为6度，设计地震分组为第一组，设计基本地震加速度值0.05g 。

刚架平面布置见图1(a)，刚架形式及几何尺寸见图1(b)。

屋面及墙面板均为彩色压型钢板,内填充以保温玻璃棉板，考虑经济、制造和安装方便，檩条和墙梁均采用冷弯薄壁卷边C 型钢，间距为1.5m ，钢材采用Q235钢，焊条采用E43型。

112
A
B
图1(a).刚架平面布置图
图1(b).刚架形式及几何尺寸
18000
6000900
6.2、荷载计算
（一）荷载取值计算
1．屋盖永久荷载标准值（对水平投影面）
YX51-380-760型彩色压型钢板0.15 KN/m2
50mm厚保温玻璃棉板0.05 KN/m2
PVC铝箔及不锈钢丝网0.02 KN/m2
檩条及支撑0.10 KN/m2
刚架斜梁自重0.15 KN/m2
悬挂设备0.20 KN/m2
合计0.67 KN/m2
2．屋面可变荷载标准值
屋面活荷载：按不上人屋面考虑，取为0.50 KN/m2。

雪荷载：基本雪压S0=0.45 KN/m2。

对于单跨双坡屋面，屋面坡角
α=5°42′38″，μr=1.0，雪荷载标准值Sk=μr S0=0.45 KN/m2。

取屋面活荷载与雪荷载中的较大值0.50 KN/m2，不考虑积灰荷载。

3．轻质墙面及柱自重标准值（包括柱、墙骨架等）0.50 KN/m2
4．风荷载标准值
按《门式刚架轻型房屋钢结构技术规程》CECS102：2002附录A的规定计算。

基本风压ω0=1.05×0.45 KN/m2，地面粗糙度类别为B类；风荷载高度变化系数按《建筑结构荷载规范》(GB50009-2001)的规定采用，当高度小于10m时，按10m高度处的数值采用，μz=1.0。

风荷载体型系数μs：迎风面柱及屋面分别为＋0.25和－1.0，背风面柱及屋面分别为＋0.55和－0.65(CECS102：2002中间区)。

5．地震作用
据《全国民用建筑工程设计技术措施—结构》中第18.8.1条建议：单层门式刚架轻型房屋钢结构一般在抗震设防烈度小于等于7度的地区可不进行抗震计算。

故本工程结构设计不考虑地震作用。

（二）各部分作用的荷载标准值计算
屋面：
恒荷载标准值：0.67×6=4.02KN/m 活荷载标准值：0.50×6=3.00KN/m 柱荷载：
恒荷载标准值：0.5×6×6+4.02×9=54.18KN 活荷载标准值：3.00×9=27.00KN 风荷载标准值：
迎风面：柱上q w1=0.47×6×0.25=0.71KN/m
横梁上q w2=－0.47×6×1.0=－2.82KN/m
背风面：柱上q w3=－0.47×6×0.55=－1.55KN/m
横梁上q w4=－0.47×6×0.65=－1.83KN/m
6.3、内力分析
考虑本工程刚架跨度较小、厂房高度较低、荷载情况及刚架加工制造方便，刚架采用等截面，梁柱选用相同截面。

柱脚按铰接支承设计。

采用弹性分析方法确定刚架内力。

引用《钢结构设计与计算》（包头钢铁设计研究院编著，机械工业出版社）中表2－29（铰接柱脚门式刚架计算公式）计算刚架内力。

1．在恒荷载作用下
λ=l/h=18/6=3 ψ=f/h=0.9/6=0.15 k=h/s=6/9.0449=0.6634
μ=3+k+ψ(3+ψ)=3+0.6634+0.15×(3+0.15)=4.1359
5289.01359
.4415
.058458=⨯⨯+=ψ+=
Φμ H A =H E =ql λΦ/8=4.02×18×3×0.5289/8=14.35KN
M C =ql 2[1－(1+ψ) Φ]/8=4.02x182[1－(1+0.15)×0.5289]=63.78KN ·m M B =M D =－ql 2Φ/8=－4.02×182×0.5289/8=－86.11KN ·m
刚架在恒荷载作用下的内力如图。

内力计算的“+、－”号规定：弯矩图以刚架外侧受拉为正，在弯矩图中画在受拉侧；轴力以杆件受压为正，剪力以绕杆端顺时针方向旋转为正。

-86.11KN ·m
6000
18000
A
B
C E
D
63.78KN ·m
-86.11KN ·m
36.18KN
18.00KN 18.00KN
36.18KN
14.35KN 14.35KN g=4.02KN /m
图2.刚架在恒荷载作用下的M图
54.18KN
54.18KN
17.68KN
6000
图3.刚架在恒荷载作用下的N图
18000
A
E
B
C
D
36.18KN
54.18KN 14.08KN
17.68KN
36.18KN 54.18KN
+
+
+
+
6000
图4.刚架在恒荷载作用下的V图
18000
A
E
34.57KN
14.35KN B
1.43KN C D
-+
-14.35KN 14.35KN 14.35KN
-++
34.57KN 1.43KN
2．在活荷载作用下
V A =V E =27.00KN
H A =H E =3.00×18×3×0.5289/8=10.71KN
M C =3.00×182[1－(1+0.15)×0.5289]/8=47.60KN ·m M B =M D =－ 3.00×182×0.5289/8=
－64.26KN ·m
刚架在活荷载作用下的内力如图。

10.71KN -64.26KN ·m
6000
图5.刚架在活荷载作用下的M图
18000
A
E
B
47.60KN ·m
C q=3.00KN /m
D
27.00KN
-64.26KN ·m
10.71KN 27.00KN
6000
图6.刚架在活荷载作用下的N图
18000
A
+
27.00KN E
13.34KN
27.00KN
B
10.65KN
+
C
+
D 13.34KN
27.00KN +
27.00KN
25.80KN
6000
图7.刚架在活荷载作用下的V图
18000
10.71KN
A
-E
10.71KN B
+
1.07KN C -D
-+
+
1.07KN
25.80KN
10.71KN 10.71KN
3．在风荷载作用下
对于作用于屋面的风荷载可分解为水平方向的分力q x 和竖向的分力q y 。

现分别计算，然后再叠加。

(1)在迎风面横梁上风荷载竖向分力q w2y 作用下
1322.0)15.058(1359
.4161)58(161=⨯+⨯=+=
Φψμ
KN l qa V E 35.618
2982.222
2=⨯⨯==
V A =2.82×9－6.35=19.03KN
H A =H E =ql λΦ/4=2.82×18×3×0.1322/4=5.03KN M B =M D =5.03×6=30.18KN ·m
M C = ql 2[α2－(1+ψ) Φ]/4=2.82×182×[0.52－1.15×0.1322]/4=22.38KN ·m 刚架在q w2y 作用下的内力如图
5.03KN 19.03KN
30.18KN ·m
6000
图8.刚架在风荷载q w2y 作用下的M图
18000
A
B
22.38KN ·m
E
D
q w2y =2.82KN /m
C
30.18KN ·m
5.03KN
6.35KN
(2)在背风面横梁上风荷载竖向分力q w4y 作用下
KN l qa V E 12.418
2983.122
2=⨯⨯==
V A =1.83×9－4.12=12.35KN
H A =H E =ql λΦ/4=1.83×18×3×0.1322/4=3.27KN M B =M D =3.27×6=19.62KN ·m
M C = ql 2[α2－(1+ψ) Φ]/4=1.83×182×[0.52－1.15×0.1322]/4=14.52KN ·m 刚架在q w4y 作用下的内力如图。

4.12KN
3.27KN 6000
图9.刚架在风荷载q w4y 作用下的M图
18000
A
19.62KN ·m
B
14.52KN ·m
C
12.35KN
E
D
q w4y =1.83KN /m
19.62KN ·m
3.27KN
(3)在迎风面柱上风荷载q w1作用下 α=1，
9803.0]16634.0)6634.015.02(6[1359.441])2(6[4122=⨯-++⨯⨯=-++=
ΦαψμK K
V A =－V B =－qh 12/2L=－0.71×62/(2×18)=－0.71KN
KN qh H A 22.3)9803.02
1
2(21671.0)22(2-=⨯-⨯⨯-=Φ--
=αα H E =0.71×6－3.22=1.04KN
M D =1.04×6=6.24KN ·m
m
KN qh M C ⋅-=⨯+-⨯⨯=Φ+-=81.0)]9803.0)15.01(1[41671.0])1(1[42
222ψα
刚架在q w1作用下的内力如图。

m KN qh M B ⋅=-⨯⨯=Φ-=52.6)9803.02(4
1671.0)2(42
222α
0.71KN
3.22KN
6000
q w1=0.71KN /
m
图10.刚架在风荷载q w1作用下的M图
18000
A 6.54KN ·m
B
C
0.81KN ·m
1.04KN 0.71KN
E
D
6.24KN ·m
(4)在背风面柱上风荷载q w3作用下
V A =－V B =－qh 12/2L=－1.55×62/(2×18)=－1.55KN
KN qh H E 02.7)9803.02
1
2(21655.1)22(2=⨯-⨯⨯=Φ--
=αα H A =1.55×6－7.02=2.28KN
M D =7.02×6－1.55×62/2=14.22KN ·m M B =2.28×6=13.68KN ·m
m
KN qh M C ⋅-=⨯+-⨯⨯=Φ+-=78.1)]9803.0)15.01(1[41655.1])1(1[42
222ψα
刚架在q w3作用下的内力如图。

7.02KN 1.55KN
14.22KN ·m 2.28KN
A 1.55KN
13.68KN ·m
1.78KN ·m
q w3=1.55KN /m
6000
D
E
C
B
18000
图11.刚架在风荷载q w3作用下的M图
(5) 在迎风面横梁上风荷载水平分力q w2x 作用下 α=1，β=0
0202.0)15.0134(1359
.4815
.0=⨯⨯+⨯=
Φ
KN V V E A 91.0)9.062(1829
.082.2=+⨯⨯⨯=-=
H A =2.82×0.9(1+0.0202)/2=1.29KN H E =2.82×0.9－1.29=1.25KN
m KN M C ⋅=⨯-⨯⨯⨯=
39.0]0202.015.15.015.0[2
6
9.082.2
M B =1.29×6=7.74KN ·m M D =1.25×6=7.50KN ·m 刚架在q w2x 作用下的内力如图。

图12.刚架在风荷载q w2x 作用下的M图
18000
1.29KN 0.91KN
7.74KN ·m
A
6000
B
0.39KN ·m
C
1.25KN 0.91KN
q w2x =2.82KN /m
7.50KN ·m
E
D
(6) 在背风面横梁上风荷载水平分力q w4x 作用下
KN V V E A 59.0)9.062(18
29
.083.1-=+⨯⨯⨯-
=-=
H A =1.83×0.9(1+0.0202)/2=0.84KN H E =1.83×0.9－0.84=0.81KN
m KN M C ⋅=⨯-⨯⨯⨯=
26.0]0202.015.15.015.0[2
6
9.083.1
M B =0.81×6=4.86KN ·m M D =0.84×6=5.04KN ·m 刚架在q w4x 作用下的内力如图。

6000
图13.刚架在风荷载q w4x 作用下的M图
18000
0.59KN
0.84KN A E
0.81KN
0.59KN
q w4x =1.83KN /m
5.04KN ·m
B
0.26KN ·m
C
4.86KN ·m
D
(7)用叠加绘制在风荷载作用下刚架的组合内力。

图14.刚架在左风向风荷载q w 作用下的M图
18000
25.09KN
13.32KN 67.14KN ·m
6000
A
B
C
38.84KN ·m
16.76KN
q w4x =1.83KN /m
E
0.65KN
D
左风q w2x =2.82KN /m
q w1=0.71KN /m
31.80KN ·m q w3=1.55KN /m
36.77KN ·m
8.93KN ·m
q w2y =2.82KN /m
q w4y =1.83KN /m
6000
q w1=0.71KN /m
q w2x =2.82KN /m
右风
图15.刚架在右风向风荷载q w 作用下的M图
18000
13.32KN
25.09KN
A
E
16.76KN
0.65KN q w3=1.55KN /m
q w4y =1.83KN /
m
31.80KN ·m
q w2y =2.82KN /m
36.77KN ·m
67.14KN ·m B
38.84KN ·m
C
q w4x =1.83KN /
m
8.93KN ·m
D
6000
25.09KN
-
18000
-A
B
C
E
D 11.51KN
11.51KN
图16.刚架在左风向风荷载q w 作用下的N图
16.76KN
-
-16.76KN
11.57KN
11.57KN 25.09KN
6000
9.06KN
+-9.95KN
C B 1.45KN
18000
0.65KN
15.69KN
A
-
+
13.32KN
+E
D
0.86KN
-24.06KN
图17.刚架在左风向风荷载q w 作用下的V图
6.4、内力组合
刚架结构构件按承载能力极限状态设计，根据《建筑结构荷载规范》(GB50009－2001)的规定，采用荷载效应的基本组合：γ0S ≤R 。

本工程结构构件安全等级为二级，γ0=1.0。

对于基本组合，荷载效应组合的设计值S 从下列组合值中取最不利值确定： A ．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×活荷载标准值计算的荷载效应 B ．1.0×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×风荷载标准值计算的荷载效应
C ．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×活荷载标准值计算的荷载效应+0.6×1.4×风荷载标准值计算的荷载效应
D ．1.2×恒荷载标准值计算的荷载效应+1.4×风荷载标准值计算的荷载效应+0.7×1.4×活荷载标准值计算的荷载效应
E ．1.35×恒荷载标准值计算的荷载效应+0.7×1.4×活荷载标准值计算的荷载效应
本工程不进行抗震验算。

最不利内力组合的计算控制截面取柱底、柱顶、梁端及梁跨中截面，对于刚架梁，截面可能的最不利内力组合有： 梁端截面：(1)M max 及相应的N 、V ；
(2)M min 及相应的N 、V
梁跨中截面：(1)M max 及相应的N 、V ； (2)M min 及相应的N 、V 对于刚架柱，截面可能的最不利内力组合有： (1)M max 及相应的N 、V ； (2)M min 及相应的N 、V (3)N max 及相应的±M max 、V ； (4)N min 及相应的±M max 、V 内力组合见表1。

刚架内力组合表（以左半跨为例）表1
截面内力组组合项目荷载组合方式荷载组合项目
M
（KN·
刚架柱柱顶（B点）
M max及相应的N、V A 1.2×恒+1.4×活193.3
M min及相应的N、V B 1.0×恒+1.4×风－7.8
N max及相应的±M max、V A 1.2×恒+1.4×活193.3
N min及相应的±M max、V B 1.0×恒+1.4×风－7.8柱底（A点）
M max及相应的N、V
M min及相应的N、V
N max及相应的±M max、V A 1.2×恒+1.4×活0
N min及相应的±M max、V B 1.0×恒+1.4×风0
刚
架梁支座（B点）
M max及相应的N、V A 1.2×恒+1.4×活193.3
M mini及相应的N、V B 1.0×恒+1.4×风－7.8跨中（C点）
M max及相应的N、V B 1.0×恒+1.4×风－9.4
M min及相应的N、V A 1.2×恒+1.4×活－143
注：内力计算的“+、－”号规定：弯矩图以刚架外侧受拉为正，轴力以杆件受压为正，剪力以绕杆端顺时针方向旋转为正。

《建筑钢结构设计》大作业
6.5、刚架设计
(一）截面设计
参考类似工程及相关资料，梁柱截面均选用焊接工字钢450×200×8×12，截面特性： B=200mm ，H=450mm ，t w =8.0mm ，t f =12.0mm ，A=82.1cm 2 I x =28181cm 4，W x =1252cm 3，i x =18.53cm I y =1602cm 4，W x =160.2cm 3，i x =4.42cm
（二）构件验算
1．构件宽厚比的验算
翼缘部分： 15235/f 15896/12b/t y =<==
腹板部分： 250235/f 50225.356/824/t h y w 0=<== 2．刚架梁的验算 (1)抗剪验算
梁截面的最大剪力为V max =77.60KN 考虑仅有支座加劲肋，
8.0562.0235/34
.541/0<==
y w s f t h λ
f v =125N/mm 2
V u =h w t w f v =426×8×125=426000N=426.0KN V max =77.60KN<V u ，满足要求。

(2)弯、剪、压共同作用下的验算 取梁端截面进行验算
N=39.89KN ，V=77.60KN ，M=193.30KN ·N
因V<0.5Vu ，取V=0.5Vu ，按规范GB70017式4.4.1-1验算，
))((222211A
N f h A h h A M f f f -+=
)8210
39890
215)(2191220021921912200(2-⨯⨯+⨯⨯=
=220.90KN ·m>M=193.30KN ·m ，取M=M f
故10)15.0(2
<=--+-f
eu f u M M M M V V ，满足要求。

(3)整体稳定验算
N=39.89KN ，M=193.30KN ·m A ．梁平面内的整体稳定性验算。

计算长度取横梁长度l x =18090mm ，
λx =l x /i x =18090/185.3=97.63<[λ]=150，b 类截面，查表得ψx =0.570
KN EA N
e EX 0.159263
.971.182********.12
32202'0
=⨯⨯⨯⨯==πλπ，βmx =1.0
)
1592
89
.39570.01(1012521030.1930.18210
570.039890)
1(36
'0
10
⨯-⨯⨯⨯⨯+⨯=-+EX x e x
mx e x N N
W M A N ϕβϕ
=165.15N/mm 2<f=215 N/mm 2，满足要求。

B ．横梁平面外的整体稳定验算
考虑屋面压型钢板与檩条紧密连接，有蒙皮作用，檩条可作为横梁平面外的支承点，但为安全起见，计算长度按两个檩距或隅撑间距考虑，即l y =3015mm 。

对于等截面构件γ=0，μs =μw =1
λy=μs l/i y0=3015/44.2=68.2，b 类截面，查表得ψy =0.762
6.0133.1)4264.4122.68(10125242682102.6843202
3
2>=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=
by ψ
取ψb ’=1.07－0.282/ψby =0.821
975.0)N N (75.0N N -
1.02
'
EX0
'EX0=+=t β2
6
33max
min
/24.14196.15010.14686.410
281812131030.19382101089.39mm N -=±=⨯⨯⨯±⨯=σ
94.1max
min
max 0=-=
σσσα
故
7.115235)2.265.048(25.5300=-+<=y
w f t h λα，满足要求。

梁跨中截面：
2
6
33max min
/35.10409.11222.10887.310
281812131018.14382101081.31mm N -=±=⨯⨯⨯±⨯=σ
93.1max
min
max 0=-=
σσσα
故
3.115235)2.265.048(25.5300=-+<=y
w f t h λα，满足要求。

(5)验算檩条集中荷载下的局部受压承载力 檩条传给横梁上翼缘的集中荷载： F=(1.2×0.27×6+1.4×3.00)×3=18.43KN L z =a+5h y +2h R =70+5×12+0=130mm
223/215/72.17130
81043.180.1mm N f mm N l t F
z w c =<=⨯⨯⨯==ψσ
验算腹板上边缘处的折算应力：
取梁端截面处的内力：M=193.30KN ·m ，N=39.89KN ，V=77.60KN
24
3
1/10.14621310
281811030.193mm N y I M n =⨯⨯⨯==σ σc =17.72N/mm 2
2
43/61.348
1028181419122001060.77mm
N It VS w =⨯⨯⨯⨯⨯⨯==τ2
2
222
2
61.343)89.3910.146(72.1772.17)89.3910.146(3⨯+-⨯++-=+-+τσσσσc c
=130.65 N/mm 2<1.2f=258 N/mm 2，满足要求。

3．刚架柱的验算 抗剪验算
柱截面的最大剪力为V max =32.21KN
考虑仅有支座加劲肋，
8.0562.0235/34
.541/0<==
y w s f t h λ
f v =125N/mm 2
V u =h w t w f v =426×8×125=426000N=426.0KN V max =32.21KN<V u ，满足要求。

(2)弯、剪、压共同作用下的验算 取梁端截面进行验算
N=81.22KN ，V=32.21KN ，M=193.30KN ·N
因V<0.5Vu ，取V=0.5Vu ，按规范GB70017式4.4.1-1验算，
))((222211A
N f h A h h A M f f f -+=
)8210
81220215)(2191220021921912200(2-⨯⨯+⨯⨯=
=215.61KN ·m>M=193.30KN ·m ，取M=M f
故10)15.0(
2<=--+-f
eu f u M M M M V V
，满足要求。

(3)整体稳定验算
构件的最大内力：N=102.82KN ，M=193.30KN ·m A ．刚架柱平面内的整体稳定性验算。

刚架柱高H=6000mm ，梁长L=18090mm. 柱的线刚度K 1=I c1/h=28181×104/6000=46968.3mm 3
梁线刚度K 2=I b0/(2ψS)=28181×104/(2×9045)=15578.2mm 3 K2/K1=0.332，查表得柱的计算长度系数μ=2.934。

刚架柱的计算长度l x =μh=17604mm 。

λx =l x /i x =17604/185.3=95。

0<[λ]=150，b 类截面，查表得ψx =0.588
KN EA N
e EX 4.16810
.951.182********.12
32202'0
=⨯⨯⨯⨯==πλπ，βmx =1.0
)
4
.168182
.102588.01(1012521030.1930.18210
588.01082.102)1(36
3
'
10
⨯-⨯⨯⨯⨯+⨯⨯=-+EX x
e x
mx e x N N W M A N
ϕβϕ
=181.45N/mm 2<f=215 N/mm 2，满足要求。

B ．刚架柱平面外的整体稳定验算
考虑屋面压型钢板墙面与墙梁紧密连接，起到应力蒙皮作用，与柱连接的墙梁可作为柱平面外的支承点，但为安全起见，计算长度按两个墙梁距离或隅撑间距考虑，即l y =3000mm 。

对于等截面构件γ=0，μs =μw =1
λy=μs l/i y0=3000/44.2=67.9，b 类截面，查表得ψy =0.764
6.0138.1)4264.4129.67(10125242682109.6743202
3
2>=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=
by ψ
取ψb ’=1.07－0.282/ψby =0.822
942.0)N N (75.0N N -
1.02
'EX0
'EX0=+=t β 223
6310/215/32.19310
1252822.01030.193942.08210764.01082.102mm N f mm N W M A N br e t e y =<=⨯⨯⨯⨯+⨯⨯=+ϕβϕ (4)按《钢结构设计规范》(GB50017－2003)校核刚架柱腹板容许高厚比 柱顶截面：
2
6
33max min
/21.13699.15510.14689.910
281812131030.19382101022.81mm N -=±=⨯⨯⨯±⨯=σ
87.1max
min
max 0=-=
σσσα
故
0.111235)2.265.048(25.5300=-+<=y
w f t h λα，满足要求。

柱底截面：
00=α
故5.72235)255.016(25.5300=++<=y
w f t h λα，满足要求。

4．验算刚架在风荷载作用下的侧移μ I c =I b =28181cm 4，ζt = I c l/hI b =18000/6000=3.0 刚架柱顶等效水平力按下式计算： H=0.67W=0.67×13.56=9.09KN
其中W=(ω1+ω4)·h=(0.71+1.55)×6.0=13.56KN
mm h mm EI Hh t c 40150/][1.14)32(10
28181102061260001009.9)2(124
3333==<=+⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯=+=μξμ
（三）节点验算
1．梁柱连接节点 (1) 螺栓强度验算
梁柱节点采用10.9级M22高强度摩擦型螺栓连接，构件接触面采用喷砂，摩擦面抗滑移系数μ=0.45，每个高强度螺栓的预拉力为190KN ，连接处传递内力设计值：N=39.89KN ，V=77.60KN ，M=193.30KN ·m 。

每个螺栓的拉力：
KN KN n N y My N i 1521908.065.1288
89
.39)16.0265.0(4265.030.1932
2211=⨯<=-+⨯⨯=-=
∑ KN KN n N y My N i 1521908.070.758
89
.39)16.0265.0(416.030.1932
2222=⨯<=-+⨯⨯=-=
∑ 螺栓群的抗剪力：
KN V KN p n N f b V 60.776.615819045.019.09.0=>=⨯⨯⨯⨯==μ，满足要求。

最外排一个螺栓的抗剪、抗拉力：
197.015265
.1288/6.6158/60.77<=+=+b
t
t b V V N N N N ，满足要求。

(2)端板厚度验算 端板厚度取为t=21mm 。

按二边支承类端板计算：
mm f e e e b e N e e t w f f w t
w f 9.20205
)]4640(40220046[1065.12846406)](2[63
=⨯+⨯⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=++≥
(3)梁柱节点域的剪应力验算
226
/125/52.10610
4264261030.193mm N f mm N t d d M v c c b =<=⨯⨯⨯==τ，满足要求。

(4)螺栓处腹板强度验算
N t2=75.70KN<0.4P=0.4×190=76.0KN
223
/215/52.2068
46101904.04.0mm N f mm N t e P w w =<=⨯⨯⨯=，满足要求。

2．横梁跨中节点
横梁跨中节点采用10.9级M20高强度摩擦型螺栓连接，构件接触面采用喷砂，摩擦面抗滑移系数μ=0.45，每个高强度螺栓的预拉力为155KN ，连接处传递内力设计值：N=31.81KN ，V=3.21KN ，M=143.18KN ·m 。

每个螺栓的拉力：
KN KN n N y My N i 1241558.001.958
81
.31)16.0265.0(4265.018.1432
2211=⨯<=-+⨯⨯=-=
∑ KN KN n N y My N i 1241558.079.558
81
.31)16.0265.0(416.018.1432
2222=⨯<=-+⨯⨯=-=
∑ 螺栓群的抗剪力：
KN V KN p n N f b V 21.32.502815545.019.09.0=>=⨯⨯⨯⨯==μ，满足要求。

最外排一个螺栓的抗剪、抗拉力：
177.012401
.958/2.5028/21.3<=+=+b
t
t b V V N N N N ，满足要求。

(2)端板厚度验算 端板厚度取为t=18mm 。

按二边支承类端板计算：
mm f e e e b e N e e t w f f w t
w f 8.17205
)]4640(40220046[1001.9546406)](2[63
=⨯+⨯⨯+⨯⨯⨯⨯⨯=++≥
(3)螺栓处腹板强度验算
N t2=55.79KN<0.4P=0.4×155=62.0KN
223/215/48.1688
46101554.04.0mm N f mm N t e P w w =<=⨯⨯⨯=，满足要求。

图19.刚架梁跨中节点
图20.刚架柱脚节点
3． 柱脚设计
刚架柱与基础铰接，采用平板式铰接柱脚。

(1)柱脚内力设计值
N max =102.82KN ，相应的V=32.21KN ； N min =19.05KN ，相应的V=4.30KN 。

(2)由于柱底剪力较小，
Ｖmax =32.21KN<0.4N max =41.13KN ，故一般跨间不需剪力键；但经计算在设置柱间支撑的开间必须设置剪力键。

另N min >0，考虑
柱间支
撑竖向上拔力后，锚栓仍不承受拉力，故仅考虑柱在安装过程中的稳定，按构造要求设置锚栓即可，采用4M24。

(3)柱脚底板面积和厚度的计算 A ．柱脚底板面积的确定
b=b 0+2t+2c=200+2×12+2×(20~50)=264~324mm ，取b=300mm ； h=h 0+2t+2c=450+2×12+2×(20~50)=514~574mm ，取h=550mm ； 底板布置如图。

验算底板下混凝土的轴心抗压强度设计值： 基础采用C20混凝土，f c =9.6N/mm 2
223/6.9/62.0550
3001082.102mm N f mm N bh N c c =<=⨯⨯==βσ，满足要求。

B ．底板厚度的确定
根据柱底板被柱腹板和翼缘所分割的区段分别计算底板所承受的最大弯距： 对于三边支承板部分：b 2/b 1=96/426=0.225<0.3，按悬伸长度为b 2的悬壁板计算：
m N a M ⋅=⨯⨯==660814662.02
121224σ
对于悬壁板部分：m N a M ⋅=⨯⨯==7755062.02
1212
24σ
底板厚度mm f M t 6.13215/66086/6max =⨯==
，取t=20mm 。

6.6、其它构件设计
（一）隅撑的设计
隅撑按轴心受压构件设计。

轴心力N 按下式计算：
KN N f Af N y 16.121009.1268
.44cos 6021512200235
cos 603
=⨯=⨯⨯⨯=
=
θ
连接螺栓采用普通C 级螺栓M12。

隅撑的计算长度取两端连接螺栓中心的距离：l 0=633mm 。

选用L50×4，截面特性：
A=3.90cm 2，I u =14.69cm 4，W u =4.16cm 3，i u =1.94cm ，i v =0.99cm
λu=l 0/ i u =633/19.4=32.6<[λ]=200， b 类截面，查表得ψu =0.927
单面连接的角钢强度设计值乘以折减系数αy ：λ=633/9.9=63.94， αy =0.6+0.0015λ=0.696
223/215/0.48390
927.0696.01016.12mm N f mm N A N
u y =<=⨯⨯⨯==ψασ，满足要求。

（二）檩条的设计
1． 基本资料
檩条选用冷弯薄壁卷槽形钢，按单跨简支构件设计。

屋面坡度1/10，檩条跨度6m ，于跨中设一道拉条，水平檩距1.5m 。

材质为钢材Q235。

2． 荷载及内力
考虑永久荷载与屋面活荷载的组合为控制效应。

檩条线荷载标准值：P k =(0.27+0.5)×1.5=1.155KN/m
图21.刚架梁跨隅撑布置
檩条线荷载设计值：P k =(1.2×0.27+1.4×0.5)×1.5=1.536KN/m P x =Psin α=0.153KN/m ，P y =Pcos α=1.528KN/m ； 弯距设计值：
M x =P y l 2/8=1.528×62/8=6.88KN ·m M y =P x l 2/8=0.153×62/32=0.17KN ·m 3． 截面选择及截面特性
(1) 选用C180×70×20×2.2
I x =374.90cm 4，W x =41.66cm 3，i x =7.06cm ；
I y =48.97cm 4，W ymax =23.19cm 3，W ymin =10.02cm 3，i y =2.55cm ，χ0=2.11cm ； 先按毛截面计算的截面应力为：
2
3
636max 1/48.1721019.231017.01066.411088.6mm N W M W M y y x x =⨯⨯+⨯⨯=+=σ（压） 23
6
36min 2/18.1481002.101017.01066.411088.6mm N W M W M y y x x =⨯⨯-⨯⨯=+=σ（压） 2
3
636max 3/82.15710
19.231017.01066.411088.6mm N W M W M y y x x =⨯⨯-⨯⨯=+=σ（拉） (2)受压板件的稳定系数 A ．腹板
腹板为加劲板件，ψ=σ
min /σmax =－157.82/172.48=－0.915>－1，
k=7.8－6.29ψ+9.78ψ2=21.743 B ．上翼缘板
上翼缘板为最大压力作用于部分加劲板件的支承边， ψ=σ
min /σmax =148.18/172.48=0.859>－1，
k c =5.89－11.59ψ+6.68ψ2=0.863 (3)受压板件的有效宽度 A ．腹板
k=21.743，k c =0.863，b=180mm ，c=70mm ，t=2.2mm ，σ1=172.48N/mm 2
1.195
2.1863
.0743
.2118070>===
c k k b c ξ
板组约束系数k 1=0.11+0.93/(ξ－0.05)2=0.367
080.348.172/743.21367.0205/20511=⨯⨯==σρk k
由于ψ=σ
min /σmax <0，取α
=1.5，
b c =b/(1－ψ)=180/(1+0.915)=93.99mm b/t=180/2.2=81.82
18αρ=18×1.15×3.080=63.76，38αρ=38×1.15×3.080=134.60 所以18αρ<b/t<38αρ 则截面有效宽度
mm b t b b c e 62.8199.93)1.082
.81060
.315.18.21)1.0/8.21(
=⨯-⨯⨯=-=αρ
b e1=0.4b e =0.4×81.62=32.65mm ，b e2=0.6b e =0.6×81.62=48.97mm B ．上翼缘板
k=0.863，k c =21.743，b=70mm ，c=180mm ，σ1=172.48N/mm 2
1.151
2.0743
.21863
.070180<===
c k k b c ξ
板组约束系数398.1512.0/1/
11===ξk
197.148.172/863.0398.1205/20511=⨯⨯==σρk k
由于ψ=σ
min /σmax >0，则α
=1.15－0.15ψ=1.15－0.15×0.859=1.021，
b c =b=70mm ，b/t=70/2.2=31.82
18αρ=18×1.021×1.197=22.00，38αρ=38×1.021×1.197=46.44 所以18αρ<b/t<38αρ 则截面有效宽度
mm
b t
b b
c e 05.5770)1.082.31197
.1021.18.21)1.0/8.21(
=⨯-⨯⨯=-=αρ
b e1=0.4b e =0.4×57.05=22.82mm ，b e2=0.6b e =0.6×57.05=34.23mm
C ．下翼缘板
下翼缘板全截面受拉，全部有效。

22.8212.95
34.23
35
13
(4)有效净截面模量
上翼缘板的扣除面积宽度为：70－57.05=12.95mm ；腹板的扣除面积宽度为：
93.99－81.62=12.37mm ，同时在腹板的计算截面有一φ13拉条连接孔（距上翼缘板边缘35mm ），孔位置与扣除面积位置基本相同。

所以腹板的扣除面积按φ13计算，见图。

有效净截面模量为：
342
2410813.390)3590(2.213902.295.121090.374mm W enx
⨯=-⨯⨯-⨯⨯-⨯=
1
.21)2/2.21.21(2.213)1.2182.222/95.12(2.295.121097.48224max
-⨯⨯--+⨯⨯-⨯=
eny W
3410257.2mm ⨯=
1
.2170)2/2.21.21(2.213)1.2182.222/95.12(2.295.121097.48224max
--⨯⨯--+⨯⨯-⨯=
eny W
3410974.0mm ⨯=
W enx /W x =0.915，W enymax /W ymax =0.973，W enymin /W ymin =0.972 4．强度计算
按屋面能阻止檩条侧向失稳和扭转考虑：
2
24
646max 1/205/97.18710257.21017.010813.31088.6mm N f mm N We M W M ny y enx x =<=⨯⨯+⨯⨯=+=σ 2
24
646min 2/205/99.16210974.01017.010813.31088.6mm
N f mm N We M W M ny y enx x =<=⨯⨯-⨯⨯=+=σ 5．挠度计算
mm l mm y 30200/][11.2510
9.374102066000"38'425cos 155.138454
34
==<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯=νν ，满足要求。

6．构造要求
λx =600/7.06=85.0<[λ]=200，满足要求 λy =300/2.55=117.6<[λ]=200，满足要求
（三）墙梁设计
1．基本资料
本工程为单层厂房，刚架柱距为6m ；外墙高7.35m ，标高1.200m 以上采用彩色压型钢板。

墙梁间距1.5m ，跨中设一道拉条，钢材为Q235。

2．荷载计算
(1) 墙梁采用冷弯薄壁卷边C 型钢160×60×20×2.5，自重g=7kg/m ； (2) 墙重0.22KN/m 2； (3) 风荷载
基本风压ω0=1.05×0.45=0.473KN/m 2，风荷载标准值按CECS102：2002中的围护结构计算：ωk =μs μz ω0，μs =－1.1（+1.0）
本工程外墙为落地墙，计算墙梁时不计墙重，另因墙梁先安装故不计拉条作用。

q x =1.2×0.07=0.084KN/m ，q y =－1.1×0.473×1.5×1.4=－1.093KN/m 3．内力计算
M x =0.084×62/8=0.378KN ·m ，M y =1.093×62/8=4.919KN ·m 4．强度计算
墙梁C160×60×20×2.5，平放，开口朝上
W xmax =19.47cm 3，W min =8.66cm 3，W y =36.02cm 3，Iy =288.13cm 4 参考屋面檩条的计算结果及工程实践经验， 取W enx =0.9 W x ，W eny =0.9 W y
2
23
636/205/2.2001002.369.010919.41066.89.010378.0mm
N f mm N W M W M eny y enx x =<=⨯⨯⨯+⨯⨯⨯=+=σ
在风吸力下拉条位置设在墙梁内侧，并在柱底设斜拉条。

此时压型钢板与墙梁外侧牢固相连，可不验算墙梁的整体稳定性。

5．挠度计算
mm l mm 30200/][3.2210
13.2881020660005.1473.01.138454
34
==<=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯=νν，满足要求。

（四）山墙抗风柱设计
1． 基本资料
本工程山墙墙板为自承重墙；抗风柱6274mm ，间距采用6m ，承受的荷载有自重、墙梁重量及山墙风荷载。

抗风柱与基础铰接，按压弯构件设计。

抗风柱视为支承于刚架横梁和基础的简支构件。

该地区基本风压ω0=0.45KN/m 2，地面粗糙度类别为B 类，隅撑间距3.0m 。

抗风柱采用Q235钢。

2． 荷载计算
(1) 抗风柱选用焊接工字钢300×200×6×10，自重g 1=44.6kg/m (2) 墙梁及其支撑构件重量取g 2=7kg/m
(3) 风荷载：按CECS102:2002中的围护结构计算。

ωk =μs μz ω0，μs =－1.0(+1.0)，ω0=1.05×0.45=0.473KN/m 2 q z =1.2×(0.07×6×3+44.6×6.274×10-2)=4.87KN q y =1.4×1.0×1.0×0.473×6=3.97KN/m
墙梁自重对抗风柱的偏心力矩为1.2×0.07×6×3×0.23=0.35KN ·m 3． 内力计算
N=4.87KN ，M=1/8×3.97×6.2742+0.35=19.88KN ·m 4． 验算构件的局部稳定性
翼缘宽厚比b/t=96/10=9.6<y f /23513
2
3
63max min
/49.3021.3210
1.6341088.19568001087.4mm N W M A N x x -=⨯⨯±⨯=±=σ
947.1max
min
max 0=-=
σσσα，因1.6<α0<2.0，
l 0=6274mm ，λx = l 0/ i x =48.5<[λ]=150 故7.466
280
5.91235)
2.265.048(00==>=-+w y t h f λα，满足要求。

5． 强度验算
截面特性：A=56.8cm 2，I x =9511cm4，W x =634.1cm 3，i x =12.94cm ， I y =1334cm 4，W y =133.4cm 3，i y =4.85cm
2
23
63/215/7.3010
1.63405.11088.19568001087.4mm N f mm N W M A N nx x x n =<=⨯⨯⨯+⨯=+γ 6． 验算弯矩作用平面内的稳定性 λ=48.5，b 类截面，查表得ψx =0.863
KN EA N
EX
1.44635
.481.156********.12
3222'=⨯⨯⨯⨯==πλπ，βmx =1.0
)
1
.446387
.48.01(101.63405.11088.190.156800
863.01087.4)
8.01(36
3'1⨯-⨯⨯⨯⨯⨯+⨯⨯=-+EX
x x x
mx x N N
W M A
N γβϕ
=30.85N/mm 2<f=215 N/mm 2，满足要求。

7． 验算弯矩作用平面外的稳定性 考虑隅撑为抗风柱平面外的侧向支撑点
l 0y =3000mm ，λy = l 0y / i y =3000/48.5=61.9<[λ]=150，b 类截面，查表得ψy =0.797
983.0235
4400007.12=⋅-
=y
y
b f λψ，η=1.0，βtx =1.0
3
6
3110
1.634983.01088.190.10.156800797.01087.4⨯⨯⨯⨯⨯+⨯⨯=+x b x tx y W M A N ϕβηϕ
=32.97N/mm 2<f=215 N/mm 2，满足要求。

8． 挠度验算
抗风柱在水平风荷载作用下，可视为单跨简支梁按下式计算其水平挠度：
mm l mm EI l x k 7.15400/][1.410
951110206627497.3384538454
344==<=⨯⨯⨯⨯⋅=⋅=υωυ
9． 柱脚设计
因抗风柱承受的竖向荷载很小，故垫板尺寸按构造要求确定。

采用 －400×300×20；锚栓采用2M20，平面布置如图。

（五）柱间支撑的设计
1． 柱间支撑的布置如图
2． 柱间支撑为斜杆，采用带张紧装置的十字交叉圆钢支撑。

直杆用檩条兼用，因檩条留
有一定的应力裕量，根据经验及类似工程，不再作压弯杆件的刚度及承载力验算。

3． 柱间支撑荷载及内力 支撑计算简图如图。

作用于两侧山墙顶部节点的风荷载为（山墙高度取 7.2m ）：
取μs =0.8+0.5=1.3，ω1=1.3×1.0×0.45×18×7.35/2=38.70KN
600
54006000600060005400600
66000
112
675200
图24.柱间支撑布置图
按一半山墙面作用风载的1/3考虑节点荷载标准值为：
F wk =1/3×1/2×38.70=6.45KN
节点荷载设计值F w =1.4×6.45=9.03KN
斜杆拉力设计值N=9.03/cos43.9191°=12.54KN
4． 斜杆截面设计及强度验算 斜杆选用φ12圆钢，A=113.0mm 2 强度验算：N/A=12.54×103/113.0=111.0N/mm 2
<f= 215N/mm 2
刚度验算：张紧的圆钢不需要考虑长细比的要求。

但从构造上考虑采用φ16。

54005200
图25.柱间支撑计算简图
F W
（六）屋面支撑设计
1． 屋面支撑布置
檩条间距1.5m ，水平支撑间距3m ，如图。

图26.屋盖支撑计算简图
5400
18000
α=29.0546°
F W /2
A
B
F W F W F W F W F W F W /2
2． 屋面支撑荷载及内力
屋面支撑斜杆采用张紧的圆钢，支撑计算简图如图。

一侧山墙的风荷载体型系数μs =1.0，
节点荷载标准值F wk =0.45×1.0×1.0×3.0×7.35/2=4.96KN ； 节点荷载设计值F w =4.96×1.4=6.94KN ；
斜杆拉力设计值N=2.5×6.94/cos29.0546°=19.85KN ； 3．斜杆截面设计及强度验算 斜杆选用φ12圆钢，A=113.0mm 2
强度验算：N/A=19.85×103/113.0=175.7N/mm 2<f= 215N/mm 2 刚度验算：张紧的圆钢不需要考虑长细比的要求。

但从构造上考虑采用φ16
（七）雨蓬设计
1．基本资料
雨蓬总长6000mm ，采用悬伸式，悬伸长度1500mm 。

采用Q235钢。

雨蓬围护结构采用YX51－380－760型单层彩板，檩条选用C180×70×20×2.2。

2．荷载计算
(1)永久荷载
YX51－380－760型单层彩板 0.15KN/m 2 檩条、雨蓬梁及其它构件 0.10 KN/m 2 合计
0.25 KN/m 2
则作用于雨蓬梁上的线荷载标准值为：0.25×3=0.75 KN/m 2 (2)活荷载
沿板宽每隔1.0m 取一个施工或检修集中荷载，每个集中荷载取1.0KN ，作用位置取雨蓬最外端。

则作用于雨蓬梁上的活荷载标准值为3.5KN 。

(4)风荷载
雨蓬的风荷载体型系数μs =2.0，ω0=0.45KN/m 2 ωk =μs μz ω0=2.0×1.0×0.45=0.90 KN/m 2
折算成作用于雨蓬梁上的荷载标准值为：0.90×3=2.70KN/m 3．内力计算及截面设计
雨蓬梁的计算简图如图。

g+q=1.2×0.75+1.4×2.70=4.68KN/m P=1.4×3.5=4.9KN 梁根部为最不利截面： M=12.62KN ·m ，V=11.92KN 。

雨蓬梁选用变截面焊接工字型钢(200~100)×150×6×8。

梁根部截面特性：
A=3504m 2，I x =6×1843/12+8×150×962×2=2523×104mm 4， W x =2523×104/96=26.3×104mm 3
2230/125/8.1018461092.11mm N f mm N t h V v w =<<=⨯⨯==τ，满足要求。

224
6
/215/7.4510
3.2605.11062.12mm N f mm N W M nx x x =<<=⨯⨯⨯=γ，满足要求。

雨蓬梁与刚架柱采用4M20普通C 级螺栓连接。

图27.雨蓬计算简图
g+q=4.68KN /m
P=4.9KN
1500
6.7基础设计
（一）刚架柱下独立基础设计
1．地基承载力特征值和基础材料
本工程地质情况如下：
±0.000m~－0.6m，回填土含腐殖质，γ
=16KN/m3，f ak=80KN/m2，E=300N/mm2；
－0.6m~－2.70m，一般亚粘土，γ
=20KN/m3，f ak=230KN/m2，E=500N/mm2；
－2.70m以下为风化混合土，
f ak=300KN/m2，E=600~1000N/mm2；
地下水位位于－5.0m处。

综合考虑建筑物的用途、基础的型式、荷
载大小、工程地质及水文地质条件等，持
力层考虑为一般亚粘土层，f ak=230KN/m2，
基础的埋置深度取1.0m。

假定基础宽度小于3m，按《建筑地基基
础设计规范》(GB50007－2002)式5.2.4修
正f ak：
f a=f ak+ηbγ(b－3)+ηdγm(d－0.5)
=230+1.6×[(16×0.6+20×0.4)/1.0]×(1.0－
0.5)
图28.刚架柱下独立基础
=244.1KN/m2
基础采用C20混凝土，f c=9.6 N/mm2，f t=1.10N/mm2
钢筋采用HPB235，f y=210N/mm2，钢筋的混凝土保护层厚度为40mm；垫层采用C10混凝土，厚100mm。

2．基础底面内力及基础底面积计算
柱底截面采用荷载基本组合时的内力设计值：
N=102.82KN，V=32.21KN，M=0
相应的荷载效应标准组合时的内力值为：
N k =81.18KN ，V k =25.06KN ，M k =0
采用锥形基础，假定基础高度H 0=400mm ，
2036.00
.1201.24418
.81m d f N A G a =⨯-=-≥
γ
按(1.1~1.4)A 0估计偏心受压基础的底面积A ： A=(1.1~1.4)×0.36=0.40~0.50m 2
取A=bl=1.5×1.0m=1.5m 2，W=0.375m 3，基础的形状、
尺寸及布置如图。

G k =24×(1.5×1.0×0.4)+16×(1.5×1.0×0.6) =28.80KN
则作用在基础底面的相应荷载效应标准值组合的内力值为： N k =81.18+28.80=109.98KN M k =25.06×1.0=25.06KN ·m 基础底面压力验算：
2
375
.006.255.198.109max
min
±=±=W M A N p k k k 2/49
.615
.14083.6632.73m KN =±=
因1.2f a =292.92KN/m 2>p kmax ，p kmin >0，(p kmax +p kmin )/2<f a ， 故基础底面尺寸满足要求。

本工程地基基础设计等级按丙级考虑，按规范规定，地基可不作变形验算。

3． 验算基础变阶处的受冲切承载力
按荷载效应基本组合求得的基础底面净反力为：
N=102.82KN ，M=32.21×1.0=32.21KN ·m ，e=M/N=0.313m
N 合力作用点至基础底面最大压力边缘的距离a=1.5/2－0.313=0.437m p nmax =2N/(3la)=2×102.82/(3×1.0×0.437)=156.86KN/m 2。