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Hl 、上柱高度Hu分别为：

H=12.4m+0.5m=12.9m ，Hl =8.6m+0.5m=9.1m 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。

表1 柱截面尺寸及相应的计算参数 截面尺寸 面积 惯性矩 24/mm /mm /mm ) A , B 上柱 下柱 矩400×400 I400×900×100×150 1.6×10 55 计算参数 柱号 自重 /(KN/m4.0 4.69 21.3×10 881.875×10 195.38×10 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。

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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

(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 G4A= G4B =1.2×4kN/m×3.8m =18.24 KN 下柱 G5A= G5B=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/m2，雪荷载标准值为0.35 KN/m2，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：

Q1=1.4×0.5 KN/m2×6m×24m/2=50.40KN

Q1 的作用位置与G1 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0=0.35 KN/m2 ，z=1.0，uz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） uz=1.067 檐口（标高14.30m） uz=1.120 天窗架壁底（标高16.99m） uz=1.184 天窗架壁顶（标高19.86m） uz=1.247 屋顶（标高20.31m） uz=1.256

us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：

3

1k=zus1uz0=1.0×0.8×1.067×0.35 KN/m2 =0.299 KN/m2

2k=zus2uz0=1.0×0.8×1.067×0.35 KN/m2 =0.299 KN/m2

则作用于排架计算简图（图3.b）上的风荷载设计值为： q1=1.4×0.299 KN/m2×6.0m =2.51KN/m

q2=1.4×0.187 KN/m2×6.0m =1.57KN/m

Fw=Q(us1+us2)uzh1+(us3+us4)uzh2+(us5+us6)uzh3z0B

= 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/m2×6.0m =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，Fp,max=215KN，Fp,min=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：

Dmax=Q Fp,maxyi=1.4×215 KN×(1＋0.080＋0.267＋0.075)=7.15 KN

Dmin=Q Fp,minyi=1.4×45 KN×2.15=135.45 KN

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按式（2.5.6）计算，即

11T=（Q+g）=×0.1×（200KN＋75KN）=6.875 KN 44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 Tmax=QTyi=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按式（2.5.16）计算，结果见表2 。

表2 柱剪力分配系数 柱别 A ，B柱 n=Iu/ Il C0=3/1+(1/n-1)3 Hu/H n=0.109 0.295 =H3/ C0E Il C0=2.480 i=1/i 1/i A=B=0.20610H3 E10A=B=0.5 1.3.1 恒载作用下排架内力分析

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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

G1= G1 =382.70KN；G2=G3+G4A =50.20KN+18.24KN=68.44KN G3= G5A =51.21KN；

M1= G1e1=382.70KN×0.05m=19.14 KNm M2=( G1+ G4A) e0－G3 e3

=(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Ri可根据表2.5.2所列的相应公式计算，则

112(1)3123n C1==2.122 ， C3==1.132 2231311(1)1(1)nnMM19.14KNm2.12285.18KNm1.132RA=1C12C3==10.62 KN

HH12.9m

6

RB=-10.62 KN

求得Ri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Q1=50.4 KN，它在柱顶及变阶处引起的力矩为M1A=50.4KN×0.05m=2.52KNm ；M2A=50.4KN×0.25m=12.60KNm。 对于A柱，C1=2.122，C3=1.132，则 RM1AA=CMA2.52KNm2.12212.6KNm1.132H12HC3=12.9m=1.53 KN() RB=-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,=0.295,则

3C14(1n1)11=813(1 =0.329 n1)RA=- q1H C11=-2.51KN/m×12.9m×0.329=-10.65KN()

7

RB=- q2H C11=-1.57KN/m×12.9m×0.329=-6.66 KN() R= RA+ RB+ Fw=-10.65KN－6.66KN－24.51KN=-41.82 KN() 各柱顶剪力分别为：

VA= RA-A R=-10.65KN+0.5×41.82KN=10.26 KN() VB= RB-B 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）Dmax作用于A柱

计算简图如图9a所示。其中吊车竖向荷载Dmax，Dmin在牛腿顶面处引起的力矩为：

MA= Dmaxe3=7.15KN×0.3m=194.15 KNm MB= Dmine3=135.45KN×0.3m=40. KNm 对于A柱，C3=1.132，则

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MA194.15KNm1.132C3==-17.04 KN() H12.9mM40.KNm1.132RB=BC3==3.57 KN()

H12.9mR=RA+RB=-17.04KN+3.57KN=-13.47KN() 排架各柱顶剪力分别为：

VA= RA-A R=-17.04KN+0.5×13.47KN=-10.31 KN() VB= RB-B R=3.57KN+0.5×13.47KN=10.31KN()

RA=排架各柱的弯矩图、轴力图及柱底剪力值如图9b,c所示。

(2）Dmax作用于B柱

同理，将“Dmax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。

9

(3）Tmax作用下

排架计算简图如图11a所示。对于A，B柱，n=0.109,=0.295,由表2.5.3得 a=(3.8m-1.4m)/3.8m=0.632,则

1a)23(2a)(23a(23a)n=0.629 C5=

1213(1)nRA=- TmaxC5=-20.69KN×0.629=-13.01 KN()

RB=- TmaxC5=-13.01 KN()，R=RA+RB=-13.01KN×2=-26.02KN()

各柱顶剪力为：VA= RA-μA R=-13.01KN+0.85×0.5×26.02KN=-1.95 KN()

VB= RB-μB 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Tmax方向相反时，弯矩图和剪力只改变符号，大小不变。

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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Nmax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Nmax及相应的M和N一项，Ⅱ-Ⅱ和Ⅲ-Ⅲ截面均按（1.2SGK+1.4SQK）求得最不利内力值，而Ⅰ-Ⅰ截面则是按式（2.5.21）即（1.35SGK+SQK）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e0/h0>0.55的柱进行验算。为此，表4中亦给出了Mk和Nk的组合值，它们均满足e0/h0>0.55的条件，对本例来说，这些值均取自Nmin及相应的M和V一项。

表3 A柱内力设计值汇总表 吊车竖向荷载 荷载类别 恒载 屋面活DmaxDmax载 作用于作用于 柱号及正向内力 吊车水平荷载 ⑤ 21.52 0 风荷载 左风 右风 ⑥ 57.11 0 ⑦ -67.51 0 A柱 序号 ① Ⅰ-Ⅰ M 21.22 ② 3.29 B柱 ③ ④ -39.18 -39.18 0 0 N 400.94 50.40 Ⅱ-Ⅱ M -63.96 -9.31 N 451.14 50.40 M 32.68 4.62 Ⅲ-Ⅲ N 502.35 50.40 V 10.62

154.97 1.46 7.15 135.45 61.15 -92.36 21.52 57.11 -67.51 0 0 0 192.06 341.21 -314.42 0 0 0 7.15 135.45 -10.31 -10.31 1.53 18.74 42. -34.50 11

表4 A柱内力组合表 截面 +Mmax及相应N，－MV ⅠM -Ⅰ ①+0.9（②+0.9⑤+⑥〕 93.01 446.3 max及相应Nmax及相应Nmin及相应M，V Mk、Nk 备注 ①+0.9〔②+0.9⑤+⑥〕 ①+0.9〔0.9⑤+⑦〕 93.01 446.3 -142.15 451.14 549.03 1071.9 57.20 396.05 825.45 42.12 68.96 N，V ①+0.9〔0.9（③N +⑤）+⑦〕 ⅡM ① ①-+0.9130.40 +0.9Ⅱ 〔0.〔②9+0.9N ⑤+（③975.33 +⑤）⑦〕 +⑥〕 ⅢM ①549.03 ①-+0.9+0.9Ⅲ N 〔②1071.9〔0.+0.90 9（③57.20 （④V Mk +⑤）396.05 +⑤）+⑥〕 +⑦ 825.45 Nk Vk

42.12 M，V ① -88.71 +0.26.18 9② 400.94 486.34 ①-150.3 +0.9③ 496.50 -480.6①8 +0.612.06 9③ -43.96 -339.45 496.99 -30.14 75.51 1033.58 87.72 1084.79 1.34 66.54 834.65 0.96 Nmax一项，取1.35SGK+ 0.71.4S 366.52 QK ①+0.9〔②+0.9（③+⑤）+⑥〕 1.5 柱截面设计

仍以A柱为例。混凝土：C30, fc14.3N/mm2，ftk2.01N/mm2；钢筋：受力筋为HRB335,fyfy300N/mm2，b0.550。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h0=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<b1fcbh0=0.550×1.0×14.3N/mm2×400mm×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l0=2×3.8m=7.6m 。附加偏心距ea取20mm（大于400mm/3）。

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'

93.01106Nmm e0=M/N==208mm，ei=e0+ea=208mm +20mm=228mm

446300N由l0/h=7600mm/400mm=19>5，故应考虑偏心距增大系数。

0.5fcA0.514.3N/mm24002mm21===2.563>1.0，取1=1.0

446300NNl7600mm21.150.0101.150.01()0.96

h400mml17600mm21()1.00.961.391 1(0)212=1228mm400mmeih14001400360mmh02asN446300N80.mm0.2170.22221fcbh01.014.3N/mm400mm360mmh0360mm取x=2as进行计算。

 e= eih/2as1.391228mm400mm/240mm157.1mm

Ne446300N157.1mm2 AsAs 730mm2f(ha)300N/mm(360mm40mm)y0s选3 18（As=763mm2），则As/(bh)763mm2/(400mm×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l0=1.25×3.8m=4.75m，则 l0/ b =4750mm/400mm=11.88，=0.95。

Nu0.9(fcAfyAs)0.90.95(14.3N/mm2400mm400mm300N/mm2763mm22)2347.66KNNmax486.34KN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h0=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l0=1.0Hl=9.1m，附加偏心距ea=900mm/30=30mm(大于20mm)。

b =100mm，bf=400mm，hf=150mm。

549.03106Nmm e0=M/N==512mm，ei=e0+ea=512mm +30mm=542mm

1071900N5由l0/h=9100mm/900mm=10.115，故应考虑偏心距增大系数，且取21.0。

0.5fcA0.514.3N/mm2100mm900mm2(400mm100mm)150mm1==

1071900NN=1.20>1.0，取1=1.0。

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l19100mm2()1.01.01.116 (0)212=1542mm900mmeih14001400860mmh0ei1.116542mm604.9mm0.3h00.3860mm258mm 故为大偏心受压。先假定中和轴位于翼缘内，则

N1071900N x=187.4mmh150mm f1.014.3N/mm2400mmfb111cf说明中和轴位于腹板内，应重新计算受压区高度x:

N1fc(bfb)hfx1fcb1071900N1.014.3N/mm2(400mm100mm)150mm  21.014.3N/mm100mm299.6mme= eih/2as604.9mm900mm/240mm1014.9mm

1xNe1fc(bfb)hf(h0hf)1fcbx(h0)22AsAsfy(h0as)1071900N1014.9mm1.014.3N/mm2(400mm100mm)150mm(860mm150mm/2)1.014.3N/mm2100mm299.6mm(860mm299.6mm/2)/300N/mm2(860mm40mm)1132mm2 选用4 20（As=1272mm2）。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e0/h0>0.55的柱应进行裂缝宽度验算。本题的下柱出现e0/h0>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As=1272mm2，Es=2.0105N/mm2；构件受力特征系数cr=2.1；混凝土保护层厚度c取25mm 。

表5 柱的裂缝宽度验算表 柱截面 内力标准值 Mk/( KNm) Nk/KN 下柱 396.05 825.45 480>0.55 h0=473 0.0140 1.0(l0/h<14) e0=Mk/Nk /mm teAs0.5bh(bfb)hfs1l(0)2 e0h1400h01 14

e1eokh/2as/mm (bfb)hf fbho0 0.523 702.2 173.6 0.57 hz[0.870.12(1f)(o)2]ho/mm eN(ez)skk/(N/mm2) Asz1.10.65ftktesk maxcrskEs(1.9c0.08deqte)/mm 0.16<3 (满足要求) 1.5.4 柱箍筋配置 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8@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，h0=565mm 。 (1)牛腿截面高度验算

按式（2.6.1）验算，其中=0.65，ftk=2.01N/mm2，Fhk=0（牛腿顶面无水平荷载），a=-150mm+20mm=-130mm<0,取a=0, Fvk按下式确定：

Fvk=

DmaxQG3G7.15KN50.20KN504.08KN

1.41.2由式（2.6.1）得：(10.5Fhkftkbho2.01400565)0.65590.54KNFvk

aFvk0.50.5ho 15

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

400mm600mm480mm2。纵向钢筋取4 14求，Asmibhn0.002（As=616mm2），水平箍筋选用8@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h1=0.9×900mm=810mm,取h1=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 q1=Gq1k1.51.354.0KN/m8.1KN/m

q2Gq2k1.51.35(0.4m1.0m25KN/m3)20.25KN/m

q3Gq3k1.51.354.69KN/m9.50KN/m 在上诉荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：

11M1q1Hu28.1KN/m3.82m258.48KNm2211M28.1KN/m(3.8m0.6m)2(20.25KN/m8.1KN/m)0.62m284.20KNm221由MBRAl3q3l32M20得：

2 16

RAM1184.20KNmq3l329.50KN/m9.35m35.41KN 2l329.35mdM31RAq3x0，得x=3.73m,则下柱段最大弯矩为： M3RAxq3x2，令dx21M335.41KN3.73m9.50KN/m3.732m265.99KNm

2柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表6。

表6 柱吊装阶段承载力及裂缝宽度验算表 柱截面 上柱 58.48(43.32) M(Mk)/( KNm)

下柱 84.20(62.37) MuAsfy(h0a's)/( KNm) skmk/(0.87h0As)/(N/mm2) 73.25>0.958.48=52.63 181.28 0.38 312.91>0.984.20=75.78 65.53 -0.31<0.2,取0.2 0.02<0.2(满足要求) 1.10.65ftktesk maxcr/mmskEs(1.9c0.08 deqte) 0.14<0.2（满足要求） 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。

表7 基础设计的不利内力

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组别 第1组 第2组 第3组

荷载效应基本组合 N/KN V/KN M/( KNm) 549.03 －480.68 87.72 1017.90 612.06 1084.79 57.20 －43.96 1.34 荷载效应标准组合 Mk/( KNm) 396.05 －339.45 66.54 Nk/KN 825.45 496.99 834.65 VK/KN 42.12 －30.14 0.96

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/ m2），钢框玻璃窗（0.45 KN/ m2），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/ m2〔6m×14.35m-(5.1m+1.8m)×4.2m〕=268.46KN 钢框玻璃窗 0.45 KN/ m2×(5.1m+1.8m)×4.2m=13.04KN 基础梁 16.7KN Nwk=298.20 KN Nwk距基础形心的偏心距ew为：

ew=（240mm+900mm）/2=570mm Nw=1.2Nwk=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=h1a150mm

由表2.4.6得柱的插入深度h10.9hc0.9900mm810mm800mm，取h1=850mm。由表2.4.7得杯底厚度a1应大于200mm，取a1=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a2取350mm，台阶高度取400mm,见图14b。 (2)拟定基础底面尺寸

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834.65KN298.20KN2 5.47m23famd240KN/m20KN/m1.65m适当放大，取A=bl=3.6m×2.4m=8.m2 (3)计算基底压力及验算地基承载力

GkmdA20KN/m31.65m8.m2285.12KN

11 Wlb22.4m3.62m25.184m3

66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1.2fa1.2240KN/m2288KN/m2，验算结果见表8。可见，基础底面尺寸满足要求。 由式（2.7.2）得：A≥

Nk,macxNwk表8 基础底面压力计算及地基承载力验算表 类别 第1组 第2组 396.05 －339.45 Mk/( KNm) 第3组 66.54 834.65 0.96 1417.97 －102.33 183.86 144.38 1.12<240 183.86<288 Nk/KN VK/KN Nbk(NkGKNwk)/KN Mbk(MKVkNwkew)/(KNm) pk,maxpk,min825.45 42.12 1408.77 274.51 216.01 110.10 163.06<240 216.01<288 496.99 －30.14 1080.31 －544.09 229.99 20.08 125.04<240 229.99<288 NM(bkbk)/(KN/m2) AWp(pk,maxpk,min)/2/KNfa/KNpk,max/KN1.2fa/KN

1.6.3 基础高度验算

这时应采用基底净反力设计值pj，pj,max和pj,min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，pj,min<0，故对该组内力应按式（2.7.7）计算基底净反力，即：

M735.20KNme0b0.758m

Nb969.90KNb3.6mae0.758m1.042m

22由式（2.7.7）得：

2Nb2969.90KNpj,max258.56KN/m2

la32.4m1.042m 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h0=750mm－(40mm+5mm)=705mm。

因为at2h01200mm2705mm2610ml2600mm，所以应按式（2.7.13）计算AL，即：

19

bb3.6m1.7mAl(th0)l(0.705m)2.4m0.588m2

2222由式（2.7.10）得：

FlpjAl258.56KN/m20.588m2152.03KN

at1.2m；因at2h02.61ml2.6m，故ab=l=2.4m，由式（2.7.11）得：

am(1.2m2.4m)/21.8m

h=750mm<800mm，取hp=1.0；ft1.1N/mm2，则由式（2.7.9）得：

0.7hpftamh00.71.01.1N/mm21800mm705mm977.13103N977.13KNFl152.03KN故基础高度满足要求。

表9 基础底面净反力设计值计算表 类别 第1组 第2组 549.03 －480.68 M/( KNm) N/KN 1071.90 612.06 V/KN 57.20 －43.96

第3组 87.72 1084.79 1.34 1442.63 －114.71 1.10 144.84 Nb(NNw)/KN Mb(MVhNwew)/(KNm) pk,maxpk,min1429.74 410.84 244.73 86.23 969.90 －735.20 258.56 0 NM(bb)/(KN/m2) AW

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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pj和pj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pj,min=0。

(2）柱边及变阶处弯矩计算

1pj,maxpjM(bbc)2(2llc)2421180.80KN/m2(3.6m0.9m)2(22.4m0.4m)285.57KNm24

1pj,maxpjM(bbc)2(2llc)2421223.99KN/m2(3.6m1.7m)2(22.4m1.2m)202.15KNm24

21

M1pj,maxpj,min(bbc)2(2bbc)2421166.97KN/m2(2.4m0.4m)2(23.6m0.9m)239.32KNm24

1pj,maxpj,minM(llc)2(2bbc)2421166.97KN/m2(2.4m1.2m)2(23.6m1.7m).16KNm24

公式

pjpj,min3.62.65pjpj,min(pj,maxpj,min)/(KN/m2) 3.6pj,maxpj/(KN/m2) 2pj,maxpj/(KN/m2) 2pj,maxpj,min/(KN/m2) 2

表10 柱边及变阶处基底净反力计算 第1组 第2组 2.252(pj,maxpj,min)/(KN/m) 185.29 160.29 202.90 215.01 223.82 165.48 129.28 223.99 221.93 1.41 第3组 172.50 177.42 180.80 183.26 166.97 22

(3)配筋计算

基础底板受力钢筋采用HPB235级（fy210N/mm2）。长边方向钢筋面积为：

M285.57106Nm2 As1367mm0.9h0fy0.9(1150mm45mm)210N/m2M202.15106NmAs1517mm2 20.9h0fy0.9(1150mm45mm)210N/m选用14@100（As=1539mm2）。

基础底板短边方向钢筋面积为：

M239.32106NmAs1156mm2 20.9(h0d)fy0.9(1150mm45mm10mm)210N/mAsM.16106Nm2 679mm20.9(h0d)fy0.9(750mm45mm10mm)210N/m选用14@120（As=1283mm2）。

基础底板配筋图见图17。由于t/h2=325mm/400mm=0.81>0.75，所以杯壁不需要配筋。

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