(完整版)单层工业厂房课程设计计算书(完整版)

《单层工业厂房混凝土排架课程设计》1.1 柱截面尺寸确定
由图2可知柱顶标高为12.4 m，牛腿顶面标高为8.6m ，设室内地面至基础顶面的距离为0.5m ，则计算简图中柱的总高度H、下柱高度
H、上柱高度Hu分
l
别为：
H=12.4m+0.5m=12.9m，
H=8.6m+0.5m=9.1m
l
Hu=12.9m－9.1m=3.8m
根据柱的高度、吊车起重量及工作级别等条件，可由表2.4.2并参考表2.4.4确定柱截面尺寸，见表1。

本例仅取一榀排架进行计算，计算单元和计算简图如图1所示。

1.2 荷载计算
1.2.1 恒载
(1).屋盖恒载：
两毡三油防水层0.35KN/m2
20mm厚水泥砂浆找平层20×0.02=0.4 KN/m2
100mm厚水泥膨胀珍珠岩保温层4×0.1=0.4 KN/m2
一毡二油隔气层0.05 KN/m2
15mm厚水泥砂浆找平层；20×0.015=0.3 KN/m2
预应力混凝土屋面板（包括灌缝） 1.4 KN/m2
2.900 KN/m2
天窗架重力荷载为2×36 KN /榀，天沟板2.02 KN/m，天沟防水层、找平层、找坡层1.5 KN/m，屋架重力荷载为106 KN /榀，则作用于柱顶的屋盖结构重力荷载设计值为：
G1=1.2×(2.90 KN/m2×6m×24m/2＋2×36 KN/2＋2.02 KN/m×6m ＋1.5 KN/m×6m＋106 KN/2) =382.70 KN
(2) 吊车梁及轨道重力荷载设计值：
G3=1.2×（44.2kN＋1.0KN/m×6m）=50.20 KN
(3）柱自重重力荷载设计值：
上柱 G 4A = G 4B =1.2×4kN/m ×3.8m =18.24 KN 下柱 G 5A = G 5B =1.2×4.69kN/m ×9.1m =51.21KN
各项恒载作用位置如图2所示。

1.2.2 屋面活荷载
屋面活荷载标准值为0.5 KN/m 2，雪荷载标准值为0.35 KN/m 2，后者小于前者，故仅按前者计算。

作用于柱顶的屋面活荷载设计值为：
Q 1=1.4×0.5 KN/m 2×6m ×24m/2=50.40KN Q 1 的作用位置与G 1 作用位置相同，如图2所示。

1.2.3 风荷载
风荷载标准值按式（2.5.2）计算，其中0ω=0.35 KN/m 2 ，z β=1.0，z u 根据厂房各部分标高及B 类地面粗糙度由附表5.1确定如下：
柱顶（标高12.40m ） z u =1.067 檐口（标高14.30m ） z u =1.120 天窗架壁底（标高16.99m ） z u =1.184 天窗架壁顶（标高19.86m ） z u =1.247 屋顶（标高20.31m ） z u =1.256
s u 如图3a 所示，由式（2.5.2）可得排架迎风面及背风面的风荷载标准值分别为：
k 1ω=z β1s u z u 0ω=1.0×0.8×1.067×0.35 KN/m 2 =0.299 KN/m 2
k 2ω=z β2s u z u 0ω=1.0×0.8×1.067×0.35 KN/m 2 =0.299 KN/m 2
则作用于排架计算简图（图3.b ）上的风荷载设计值为：
q 1=1.4×0.299 KN/m 2×6.0m =2.51KN/m
q 2=1.4×0.187 KN/m 2×6.0m =1.57KN/m
Fw=Q γ[(1s u +2s u )z u h 1+(3s u +4s u )z u h 2+(5s u +6s u )z u h 3
]z β0ωB
= 1.4×[(0.8＋0.5)×1.120×1.9m ＋(-0.2＋0.6)×1.184×2.69＋(0.6＋0.6)×1.247×2.87] ×1.0×0.35 KN/m 2×6.0m =24.51 KN
1.2.4 吊车荷载
由表2.5.1可得200/50KN 吊车的参数为：B=5.55m ，K=4.40m ，g=75KN ，Q=200KN ，F max ,p =215KN ，F min ,p =45KN 。

根据B 及K ，可算得吊车梁支座反力影响线中歌轮压对应点的竖向坐标值，如图4所示。

(1）吊车竖向荷载
由式（2.5.4）和式（2.5.5）可得吊车竖向荷载设计值为：
D max =Q γ F max ,p ∑y i =1.4×215 KN ×(1＋0.080＋0.267＋0.075)=647.15 KN
D min =Q γ F min ,p ∑y i =1.4×45 KN ×2.15=135.45 KN
(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按式（2.5.6）计算，即T=
4
1
α（Q+g）=
4
1
×0.1×（200KN＋75KN）=6.875 KN 作用于排架柱上的吊车横向水平荷载设计值按式（2.5.7）计算，即
T
m ax
=
Q
γT∑y i=1.4×6.875 KN×2.15=20.69 KN
1.3 排架内力分析
该厂房为单跨等高排架，可用剪力分配法进行排架内力分析。

其中柱的剪力
分配系数
i
η按式（2.5.16）计算，结果见表2 。

1.3.1恒载作用下排架内力分析
恒载作用下排架的计算简图如图5所示。

图中的重力荷载G及力矩M是根据图2确定，即
G
1= G
1
=382.70KN；G
2
=G
3
+G4A =50.20KN+18.24KN=68.44KN
G
3
= G5A =51.21KN；
M1= G
1
e
1
=382.70K N×0.05m=19.14 KN m
⋅
M2=( G
1
+ G4A) e
－G
3
e
3
=(382.70 KN+18.24 KN)×0.25m－50.20 KN×0.3m=85.18 KN m
⋅
由于图5a所示排架为对称结构且作用对称荷载，排架结构无侧移，故各柱可按柱顶为不动铰支座计算内力。

柱顶不动铰支座反力R
i
可根据表2.5.2所列的相应公式计算，则
C
1=
2
3
)1
1
(
1
)
1
1(
1
3
2
-
+
-
-
⨯
n
n
λ
λ
=2.122 ， C
3
=
)1
1
(
1
1
2
3
3
2
-
+
-
⨯
n
λ
λ
=1.132
R
A =
3
2
1
1C
H
M
C
H
M
+=
m
m
KN
m
KN
9.
12
132
.1
18
.
85
122
.2
14
.
19⨯
⋅
+
⨯
⋅
=10.62 KN
R
B
=-10.62 KN
求得R i 后，可用平衡条件求出柱各截面的弯矩和剪力。

柱各截面的轴力为该截面以上重力荷载之和，恒载作用下排架结构的弯矩图和轴力图分别见图5.b,c 。

图5.d 为排架柱的弯矩、剪力和轴力的正负号规定。

1.3.2 屋面活荷载作用下排架内力分析
排架计算简图如图6a 所示。

其中Q 1=50.4 KN ，它在柱顶及变阶处引起的力矩为M A 1=50.4KN ×0.05m=2.52m KN ⋅ ；M A 2=50.4KN ×0.25m=12.60m KN ⋅。

对于A 柱，C 1=2.122，C 3=1.132，则 R A =3211C H M C H M A A +=m m KN m KN 9.12132
.16.12122.252.2⨯⋅+⨯⋅=1.53 KN(→) R B
=-1.53 KN(←)
排架各柱的弯矩图、轴力图及柱底剪力图如图6b.c 所示。

1.3.3 风荷载作用下排架内力分析 (1)左吹风时
计算简图如图7a 所示。

对于A,B 柱，n=0.109,λ=0.295,则
C 11=⎥
⎦
⎤
⎢⎣⎡-+⎥
⎦⎤
⎢⎣
⎡-+)11(18)11(1334n n λλ =0.329 R A =- q 1H C 11=-2.51KN/m ×12.9m ×0.329=-10.65KN(←) R B =- q 2H C 11=-1.57KN/m ×12.9m ×0.329=-6.66 KN(←)
R= R
A + R
B
+ Fw=-10.65K N－6.66KN－24.51KN=-41.82 KN(←)
各柱顶剪力分别为：
V
A = R
A
-
A
η R=-10.65KN+0.5×41.82KN=10.26 KN(→)
V
B = R
B
-
B
η R=-6.66KN+0.5×41.82KN=14.25 KN(→)
排架内力图如图7b所示。

(2)右吹风时
计算简图如图8a所示。

将图7b所示A,B柱内力图对换且改变内力符号后可得，如图8b所示。

1.3.4吊车荷载作用下排架内力分析
(1）D max作用于A柱
计算简图如图9a所示。

其中吊车竖向荷载D max，D min在牛腿顶面处引起的力矩为：
M
A = D max e
3
=647.15K N×0.3m=194.15 KN m
⋅
M
B = D
m in
e
3
=135.45K N×0.3m=40.64 KN m
⋅
对于A柱，C
3
=1.132，则
R
A =
3
C
H
M
A
-=
m
m
KN
9.
12
132
.1
15
.
194⨯
⋅
-=-17.04 KN(←)
R
B =
3
C
H
M
B=
m
m
KN
9.
12
132
.1
64
.
40⨯
⋅
=3.57 KN(→)
R=R
A +R
B
=-17.04KN+3.57KN=-13.47KN(←)
排架各柱顶剪力分别为：
V
A = R
A
-
A
η R=-17.04KN+0.5×13.47KN=-10.31 KN(←)
V
B = R
B
-
B
η R=3.57KN+0.5×13.47KN=10.31KN(→)
排架各柱的弯矩图、轴力图及柱底剪力值如图9b,c所示。

(2）D max作用于B柱
同理，将“D max作用于A柱”的情况的A,B柱对换，并注意改变符号，可求得各柱的内力，如图10所示。

(3）T
m ax
作用下
排架计算简图如图11a所示。

对于A，B柱，n=0.109,λ=0.295,由表2.5.3得
a=(3.8m-1.4m)/3.8m=0.632,则
5
C=
⎥⎦
⎤
⎢⎣
⎡
-
+
⎥
⎦
⎤
⎢
⎣
⎡
-
-
-
+
+
-
)1
1
(
1
2
)
3
2(
)
1
)(
2(
3
2
3
2
3
n
a
n
a
a
a
λ
λ
λ
=0.629
R
A
=- T
m ax5
C=-20.69KN×0.629=-13.01 KN(←)
R
B
=- T
m ax5
C=-13.01 KN(←)，R=R
A
+R
B
=-13.01KN×2=-26.02KN(←)
各柱顶剪力为：V
A
= R
A
-μ
A
η R=-13.01KN+0.85×0.5×26.02KN=-1.95 KN(←)
V
B
= R
B
-μ
B
η R=-13.01KN+0.85×0.5×26.02KN=-1.95 KN(←)
排架各柱的弯矩图及柱底剪力值如图11b所示。

当T
m ax
方向相反时，弯矩图和剪力只改变符号，大小不变。

1.4 内力组合
以A柱内力组合为例。

表3为各种荷载作用下A柱内力设计值汇总表，表4为A 柱内力组合表，这两表中的控制截面及正负号内力方向如表3中欧那个的例图所示。

内力组合按式（2.5.19）～式（2.5.21）进行。

除N
m ax
及相应的M和V一项外，
其他三项均按式（2.5.19）和式（2.5.20）求得最不利内力值；对于N
m ax
及相应
的M和N一项，Ⅱ-Ⅱ和Ⅲ-Ⅲ截面均按（1.2S
GK +1.4S
QK
）求得最不利内力值，而
Ⅰ-Ⅰ截面则是按式（2.5.21）即（1.35S
GK +S
QK
）求得最不利内力。

对柱进行裂缝宽度验算时，内力Ⅲ-Ⅲ采用标准值，同时只需对e
0/h
>0.55
的柱进行验算。

为此，表4中亦给出了M
k 和N
k
的组合值，它们均满足e
/h
>0.55
的条件，对本例来说，这些值均取自N
m in
及相应的M和V一项。

1.5 柱截面设计
仍以A 柱为例。

混凝土：30C , 2/3.14mm N f c =，2/01.2mm N f tk =；钢筋：受力筋为2'
/300,HRB335mm N f f y y ==，550.0=b ξ。

上下柱均采用对称配筋。

1.5.1 上柱配筋计算
由表4可见，上柱截面共有4组内力。

取h 0=400mm-40mm=360mm 。

经判别，其中三组内力为大偏心受压；只有（M=26.18 KN m ⋅，N=486.34KN ）一组为小偏心受压，且N<01bh f c b αξ=0.550×1.0×14.32/mm N ×400mm ×360mm=1132.56 KN,故按此组内力计算时为构造配筋。

对3组大偏心受压内力，在弯矩较大且比较接近的两组内力中，取较小的一组，即取
M=93.01 KN m ⋅，N=446.30 KN
由附表11.1查得有吊车厂房排架方向上柱的计算长度0l =2×3.8m=7.6m 。

附加偏心距a e 取20mm （大于400mm/3）。

0e =M/N=N
mm
N 4463001001.936⋅⨯=208mm ，i e =0e +a e =208mm +20mm=228mm
由0l /h=7600mm/400mm=19>5，故应考虑偏心距增大系数η。

1ζ=N
A f c 5.0=N mm mm N 446300400/3.145.02
22⨯⨯=2.563>1.0，取1ζ=1.0
96.0)4007600(01.015.101
.015.102=⨯-=-=mm mm h l ζ 21200
)(1400
1
1ζζηh
l h e i +==391.196.00.1)4007600(3602281400112=⨯⨯⨯+
mm mm mm mm 222
.0360.802217.0360400/3.140.14463000201=='<=⨯⨯⨯==mm
mm
h a mm mm mm N N bh f N s c αξ取x=2'
s a 进行计算。

e '= mm mm mm mm a h e s i 1.157402/400228391.12/=+-⨯='
+-η
2
20730)
40360(/3001.157446300)(mm mm mm mm N mm N a h f e N A A s
y s s =-⨯⨯='
-'='= 选3 18（s A =7632mm ），则==)/(bh A s ρ7632mm /(400m m ×400mm)=0.48%>0.2%,满足要求。

由附表11.1，得垂直于排架方向柱的计算长度0l =1.25×3.8m=4.75m ，则 0l / b =4750mm/400mm=11.88，ϕ=0.95。

KN N KN mm mm N mm mm mm N A f A f N s y c u 34.48666.2347)2763/300400400/3.14(95.09.0)(9.0max 22
2=>=⨯⨯+⨯⨯⨯⨯='
'+=ϕ满足弯矩作用平面外的承载力要求。

1.5.2 下柱配筋计算
取h 0=900mm-40mm=860mm 。

与上柱分析方法类似，在表4的8组内力中，选取下面的一组不利内力：
M=549.03 KN m ⋅，N=1071.90 KN
下柱计算长度0l =1.0l H =9.1m ，附加偏心距a e =900mm/30=30mm(大于20mm)。

b =100mm ，'f b =400mm ，'
f h =150mm 。

0e =M/N=N
mm
N 10719001003.5496⋅⨯=512mm ，i e =0e +a e =512mm +30mm=542mm
由0l /h=9100mm/900mm=10.15
15><，故应考虑偏心距增大系数η，且取0.12=ζ。

1ζ=N
A f c 5.0=
[]N mm mm mm mm mm mm N 1071900150)100400(2900100/3.145.02⨯-⨯+⨯⨯⨯=1.20>1.0，取1ζ=1.0。

21200
)(1400
1
1ζζηh
l h e i +==116.10.10.1)9009100(8605421400112=⨯⨯⨯+
mm mm mm mm mm mm h mm mm e i 2588603.03.09.604542116.10=⨯=>=⨯=η
故为大偏心受压。

先假定中和轴位于翼缘内，则
x=
mm h mm mm
mm N N b f N
f f c 1504.187400/3.140.1107190021='
>=⨯⨯=
'
α
说明中和轴位于腹板内，应重新计算受压区高度x:
mm
mm
mm N mm
mm mm mm N N b
f h b b f N x c f f c 6.299100/3.140.1150)100400(/3.140.11071900)(2211=⨯⨯⨯-⨯⨯-='
-'-=
αα
e = mm mm mm mm a h e s i 9.1014402/9009.6042/=-+=-+η
[]
[
]
2
222001011132)
40860(/300/)2/6.299860(6.299100/3.140.1)2/150860(150)100400(/3.140.19.10141071900)
()2()21()(mm mm mm mm N mm mm mm mm mm N mm mm mm
mm mm mm N mm N a h f x h bx f h h h b b f Ne A A s y c f f f c s s =-⨯-⨯⨯⨯⨯--⨯⨯-⨯⨯-⨯='
---'-'
-'-=
'=αα 选用4 20（s A =12722mm ）。

按此配筋，经验算柱弯矩作用平面外的承载力亦满足要求。

1.5.3 柱的裂缝宽度验算
《规范》规定，对00/h e >0.55的柱应进行裂缝宽度验算。

本题的下柱出现00/h e >0.55的内力，故应对下柱进行裂缝宽度验算。

验算过程见表5，其中，下柱的s A =12722mm ，s E =25/100.2mm N ⨯；构件受力特征系数cr α=2.1；混凝土保护层厚度c 取25mm 。

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φ8@200箍筋。

1.5.5 牛腿设计
根据吊车梁支承位置、截面尺寸及构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图12所示。

其中牛腿截面宽度b=400慢慢，牛腿截面高度h=600mm ，h 0=565mm 。

(1)牛腿截面高度验算
按式（2.6.1）验算，其中β=0.65，tk f =2.01N/2mm ，hk F =0（牛腿顶面无水平荷载），a=-150mm+20mm=-130mm<0,取a=0, vk F 按下式确定：
vk F =
KN KN
KN G D G
Q
08.5042
.120.504.115.6473
max
=+=
+
γγ
由式（2.6.1）得：vk
o
o tk vk hk F KN h a bh f F F ≥=⨯⨯⨯=+
-54.5905.0565
40001.265.05.0)5
.01(β
故牛腿截面高度满足要求。

(2)牛腿配筋计算
由于a=-150mm+20mm=-130mm<0,因而该牛腿可按构造要求配筋。

根据构造要
求，2min 480600400002.0mm mm mm bh A s =⨯⨯=≥ρ。

纵向钢筋取 4 14
（s A =6162mm ），水平箍筋选用φ8@100。

1.5.6 柱的吊装验算
采用翻身起吊，吊点设在牛腿与下柱交接处，混凝土达到设计强度后起吊。

由表2.4.6可得柱插入杯口深度为1h =0.9×900mm=810mm,取1h =850mm,则柱吊装时总长度为3.8m+9.1m+0.85m=13.75m,计算简图如图13所示。

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即 1q =m KN m KN q k G /1.8/0.435.15.11=⨯⨯=μγ
m KN m KN m m q q k G /25.20)/250.14.0(35.15.1322=⨯+⨯⨯==μγ
m KN m KN q q k G /50.9/69.435.15.133=⨯⨯==μγ
在上诉荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：
m
KN m m KN H q M u ⋅=⨯⨯==48.588.3/1.821
2122211m
KN m m KN m KN m m m KN M ⋅=⨯-⨯++⨯⨯=20.846.0)/1.8/25.20(2
1
)6.08.3(/1.8212222由021
22333=+-=∑M l q l R M A B 得：
KN m
m
KN m m KN l M l q R A 41.3535.920.8435.9/50.921213233=⋅-⨯⨯=-=
2332
1
x q x R M A -=，令033=-=x q R dx dM A ，得x=3.73m,则下柱段最大弯矩为： m KN m m KN m KN M ⋅=⨯⨯-⨯=99.6573.3/50.92
1
73.341.35223
柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表6。

1.6 基础设计
1.6.1 作用于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 以及外墙自重重力荷载。

前者可由表4中Ⅲ-Ⅲ截面选取，见表7，其中内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，内力的正号规定见图14b 。

由图14a 可见，每个基础承受的外墙总宽度为6.0m,总高度为14.35m ，墙体为
240mm 砖墙（4.7KN/ m 2），钢框玻璃窗（0.45 KN/ m 2），基础梁重量为16.7KN/根。

每个基础承受的由墙体传来的重力荷载为：
240mm 砖墙 4.7 KN/ m 2⨯〔6m ×14.35m-(5.1m+1.8m)×4.2m 〕=268.46KN 钢框玻璃窗 0.45 KN/ m 2×(5.1m+1.8m)×4.2m=13.04KN 基础梁 16.7KN wk N =298.20 KN wk N 距基础形心的偏心距w e 为：
w e =（240mm+900mm ）/2=570mm w N =1.2wk N =1.2×298.20KN=357.84KN
1.6.2 基础尺寸及埋深
(1)按构造要求拟定高度h:h=mm a h 5011++
由表2.4.6得柱的插入深度mm mm mm h h c 8008109009.09.01>=⨯==，取
1h =850mm 。

由表2.4.7得杯底厚度1a 应大于200mm ，取1a =250mm,则h=850mm+250mm+50mm=1150mm 。

基础顶面标高为-0.500m,故基础埋深d 为： d =h+0.5m=1.650m
由表2.4.7得杯壁厚度t ≥300mm,取325mm ；基础边缘高度2a 取350mm ，台阶高度取400mm,见图14b 。

(2)拟定基础底面尺寸
由式（2.7.2）得：A ≥2
3
2,47.565.1/20/24020.29865.834m m
m KN m KN KN KN d f N N m a wk macx k =⨯-+=-+γ 适当放大，取A=bl=3.6m ×2.4m=8.64m 2
(3)计算基底压力及验算地基承载力
KN m m m KN dA G m k 12.28564.865.1/2023=⨯⨯==γ
3222184.56.34.26
1
61m m m lb W =⨯⨯==
基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表8；按式（2.7.8）验算地基承载力，其中1.222/288/2402.1m KN m KN f a =⨯=，验算结果见表8。

可见，基础底面尺寸满足要求。

1.6.3 基础高度验算
这时应采用基底净反力设计值j p ，m ax ,j p 和m in ,j p 可按式（2.7.3）计算，结果见表9。

对于第2组内力，按式（2.7.3）计算时，m in ,j p <0，故对该组内力应按式（2.7.7）计算基底净反力，即：
m KN m KN N M e b b 758.090.96920.7350=⋅==
m m m e b a 042.1758.02
6.32=-=-=
由式（2.7.7）得：
2max ,/56.258042.14.2390.96922m KN m
m 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截面如图15所示。

变阶处截面有效高度0h =750m m －(40mm+5mm)=705mm 。

因为mm l m mm mm h a t 260026107052120020=>=⨯+=+，所以应按式（2.7.13）计算L A ，即：
20588.04.2)705.02
7.126.3()22(m m m m m l h b b A t l =⨯--=--=
由式（2.7.10）得：
KN m m KN A p F l j l 03.152588.0/56.25822=⨯==
m a t 2.1=；因m l m h a t 6.261.220=>=+，故b a =l =2.4m ，由式（2.7.11）得：
m m m a m 8.12/)4.22.1(=+=
h=750mm<800mm ，取hp β=1.0；2/1.1mm N f t =，则由式（2.7.9）得：
KN F KN N mm mm mm N h a f l m t hp 03.15213.9771013.9777051800/1.10.17.07.0320=>=⨯=⨯⨯⨯⨯=β
故基础高度满足要求。

1.6.4 基础底板配筋计算
(1）柱边及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16所示。

三组不利内力设计值在柱边及变阶处的基底净反力计算见表10。

其中第1,3组内力产生的基底反力示意图见图16，第2组内力产生的基底反力示意图见图15；用表列公式计算第2组内力产生的
I j
p和
I I I
j
p时，相应的2.25/3.6和2.65/3.6分别用2.202/3.552和
2.602/
3.552代替，且
m in
,j
p=0。

(2）柱边及变阶处弯矩计算
m
KN
m
m
m
m
m
KN
l
l
b
b
p
p
M
m
KN
m
m
m
m
m
KN
l
l
b
b
p
p
M
c
c
j
j
c
c
j
j
⋅
=
+
⨯
⨯
-
⨯
⨯
=
+
-
+
=
⋅
=
+
⨯
⨯
-
⨯
⨯
=
+
-
+
=
I I I
I I I
I
I
15
.
202
)
2.1
4.2
2(
)
7.1
6.3(
/
99
.
223
24
1
)
2(
)
(
2
24
1
57
.
285
)
4.0
4.2
2(
)
9.0
6.3(
/
80
.
180
24
1
)
2(
)
(
2
24
1
2
2
2
max
,
2
2
2
max
,
m KN m m m m m KN b b l l p p M m KN m m m m m KN b b b b p p M c c j j c c j j ⋅=+⨯⨯-⨯⨯=+-+=⋅=+⨯⨯-⨯⨯=
+-+=∨I ∏16.89)7.16.32()2.14.2(/97.166241)
2()(224132.239)9.06.32()4.04.2(/97.166241
)2()(2
241222min
,max ,222min ,max ,
(3)配筋计算
基础底板受力钢筋采用HPB235级（2/210mm N f y =）。

长边方向钢筋面积为：
2
2
601367/210)451150(9.01057.2859.0mm m N mm mm m N f h M A y s =⨯-⨯⋅⨯==I I 2
2
601517/210)451150(9.01015.2029.0mm m N mm mm m N f h M A y s =⨯-⨯⋅⨯==I I I I I I 选用φ14@100（s A =15392mm ）。

基础底板短边方向钢筋面积为：
2
2
601156/210)10451150(9.01032.239)(9.0mm m
N mm mm mm m N f d h M A y s =⨯--⨯⋅⨯=-=I I I I 2260679/210)1045750(9.01016.89)(9.0mm m
N mm mm mm m N f d h M A y s =⨯--⨯⋅⨯=-=∨I ∨
I 选用φ14@120（s A =12832mm ）。

基础底板配筋图见图17。

由于2/h t =325mm/400mm=0.81>0.75，所以杯壁不需要配筋。