單層廠房排架結構設計實例

1、3.9單層廠房排架結構設計實例A Design of Example for Mill Bents of One-story Industrial Workshops3.9.1設計資料及要求1 工程概況某機修車間為單跨廠房，跨度為24m,柱距均為6m，車間總長度為66m。每跨設有起重量為 20/5t吊車各2臺，吊車工作級別為 A5級，軌頂標高不小于 9.60m。廠房無天窗，采用卷材防水屋面，圍護墻為 240mm厚雙面清水磚墻，采用鋼門窗，鋼窗寬度為3. 6m，室內外高差為150mm，素混凝土地面。建筑平面及剖面分別如圖 3-76和圖3-77所示。圖 3-76圖 3-772 結構設計原始資料廠房

2、所在地點的基本風壓為 0.35kN/m2，地面粗糙度為 B類；基本雪壓為。 0.30kN/m2。風荷載 的組合值系數為0.6,其余可變荷載的組合值系數均為 0 7。土壤凍結深度為0.3m，建筑場地為I級非自重 濕陷性黃土，地基承載力特征值為 l65kN/m :,地下水位于地面以下 7m,不考慮抗震設防。3 .材料基礎混凝土強度等級為C20;柱混凝土強度等級為 C30?？v向受力鋼筋采用 HRB335級、HRB400級；箍筋和分布鋼筋采用 HPB235級。4 設計要求分析廠房排架內力，并進行排架柱和基礎的設計；3.9.2構件選型及柱截面尺寸確定因該廠房跨度在l5-36m之間，且柱頂標高大于8m,故

3、采用鋼筋混凝土排架結構。為了保證屋蓋的整體性和剛度，屋蓋采用無檁體系。由于廠房屋面采用卷材防水做法，故選用屋面坡度較小而經濟指標較好 的預應力混凝土折線形屋架及預應力混凝土屋面板。普通鋼筋混凝土吊車粱制作方便，當吊車起重量不大 時，有較好的經濟指標，故選用普通鋼筋混凝土吊車粱。廠房各主要構件造型見表3-16。由設計資料可知，吊車軌頂標高為9. 80m。對起重量為20/5t、工作級別為A5的吊車，當廠房跨度為24m時，可求得吊車的跨度 Lk =24-0. 75 2=22. 5m，由附表4可查得吊車軌頂以上高度為2.3m;選定吊車梁的高度hb=1.20m，暫取軌道頂面至吊車梁頂面的距離ha =0.

4、2m，則牛腿頂面標高可按下式計算：牛腿頂面標咼=軌頂標咼-hb -也=9.60-1.20-0.20=8.20m構件名稱標準圖探選用型號'重力荷澈標準值（MG 410-1YWLJr2Il （申闔跨）l.+kN/m1L. 5mX6m預應力程艇土屋面板YWKSlls跨【包括題縫和天溝板04G410-1l.SmXSmfa應力促凝土屋面梅卷樹防水天溝板）TGB63-1l.91kN/m2屋架04G4i5-j預應力探艇土折線形屋架（蹲度E4tn）YWJA-24-l0. 05kN/T【屋蓋鋼支押）吊軍梁04G323-2鋼筋程醍土吊車樂（吊車工作級別為內民）DL-9Z f屮間蹲）,DL-9B （邊跨 1

5、39*根40.糧越迫連接（MG325吊車軌道連接詳圖0. BOkN/m兩3刑鋼筋餐凝上基礎梁JL.-316.由建筑模數的要求，故牛腿頂面標高取為8. 40m。實際軌頂標高=8. 40+1.20+0.20=9. 80m>9. 60m 。考慮吊車行駛所需空隙尺寸h7 =220mm，柱頂標高可按下式計算：柱頂標高=牛腿頂面標高+ hb+吊車高度+ ha，=8. 40+1.20+0. 20+2. 30+0. 22=12.32m故柱頂（或屋架下弦底面）標高取為12. 30m。取室內地面至基礎頂面的距離為0.5m，則計算簡圖中柱的總高度H、下柱高度Hi和上柱高度Hu分別為H =12.3+0. 5=1

6、2. 8mH| =8.4+0. 5=8.9mHu =12.8 8.9=3.9m根據柱的高度吊車起重量及工作級別等條件，可由表3-5并參考表3-7確定柱截面尺寸為 A、B軸上柱 口 b h = 400mm 400mm下柱 bf h b hf = 400mm 900mm 100mm 150mm3.9.3定位軸線橫向定位軸線除端柱外，均通過柱截面幾何中心。對起重量為20/5t、工作級別為 A5的吊車，由附表4可查得軌道中心至吊車端部距離B 260mm;吊車橋架外邊緣至上柱內邊緣的凈空寬度，一般取B2 -80mm。B3 = 400mm，故對邊柱，取封閉式定位軸線，即縱向定位軸線與縱墻內皮重合，則B2

7、= e-Bi-B3 = 750 -260 -400 = 90mm 80mm亦符合要求。3.9.4計算簡圖確定由于該機修車間廠房，工藝無特殊要求，且結構布置及荷載分布(除吊車荷載外)均勻，故可取一榀橫向排架作為基本的計算單元，單元的寬度為兩相鄰柱間中心線之間的距離，即B=6.0m，如圖3-78(b)所示；計算簡圖如圖 3-78(a)所示。(a)(b)圖 3-783.9.5荷載計算1. 永久荷載(I) 屋蓋恒載為了簡化計算，天溝板及相應構造層的恒載，取與一般屋面恒載相同。兩氈三油防水層0.35kN /m220mm厚水泥砂漿找平層220 0.02 =0.40kN/m100mm厚水泥蛭石保溫層25 0

8、.1 =0.50kN/m一氈兩油隔氣層20.05kN /m20mm厚水泥砂漿找平層20 0.02 =0.40kN/m2預應力混凝土屋面板(包括灌縫)1.40kN /m2屋蓋鋼支撐20.05kN /m23.15kN /m圖3-79 a、B柱永久荷載作用位置相同屋架自重重力荷載為IO6kN/榀，則作用于柱頂的屋蓋結構自重標準值為24106G3.15 6279.80kN2 2(2) 吊車梁及軌道自重標準值G3 =39.5 0.8 6 =44.30kN(3) 柱自重標準值A、B 軸上柱 G4A = G4B = 4 3.9 =15.60kN下柱 G5A = G5B = 4.69 8.9 二 41.74k

9、N各項永久荷載作用位置如圖3-79所示。2 屋面可變荷載由荷載規(guī)范查得，屋面活荷載標準值為0.5kN/ m2，屋面雪荷載標準值為 0.25kN/怦，由于后者小于前者，故僅按屋面均布活荷載計算。作用于柱頂的屋面活荷載標準值為24 Q0.5 636.00kN2Q1的作用位置與G!作用位置相同，如圖 3-79所示。3.吊車荷載對起重量為20/5t的吊車，查附表 4并將吊車的起重量、最大輪壓和最小輪壓進行單位換算，可得：Q =2 0(kN,Pmax=2 15<N,Pmin =45kN,B =5.55m, K = 4.40m,Qi =75kN3-80所示，據此可求得根據B及K，可算得吊車梁支座反力

10、影響線各輪壓對應點的豎向坐標值，如圖 吊車作用于柱上的吊車荷載。| flllllSI 此時=21J ul 11<Jd(1)吊車豎向荷裁 吊車豎向荷載標準值為Dmax二 Pmax'%=2 1 5 (1 0.8 0 8 0.2 6 7 0.0 7 5二 462.25kNDmin-Pmin _yi=45 (10.808 0.267 0.075)= 96.75kN(2)吊車橫向水下荷藏作用于每一個輪子上的吊車橫向水平制動力為11T (Q Q1)0.1 (200 75) =6.875kN44同時作用于吊車兩端每排架柱上的吊車橫向水平荷載標準值為Tmax 二T ' yi =6.875

11、 (1 0.808 0.267 0.075) =14.78kN4 風荷載2風荷載標準值按式(312)計算，其中基本風壓0.35kN / mm按B類地面粗糙度，根據廠房各部分標高(圖3 77),由附表3-1可查得風壓高度變化系數pz為柱頂(標高12.30m) 1.064檐口(標高14.60m) 1.129屋頂(標高16.00)Jz =1.170風荷載體型系數Js如圖3-81(a)所示，則由式(3-12)可求得排架迎風面及背風面的風荷載標準值分別為2“kJ0=1.0 0.8 1.064 0.35 =0.298kN/m；：:去=:z"s2"z；：0 -1.0 0.4 1.064

12、0.35 = 0.149kN / m?則作用于排架計算簡圖(圖3-81b)上的風荷載標準值為5=0.298 6.0 =1.79kN/mq2 -0.149 6.0 =0.89kN/mFw=(%1%2).小(%s4)Jh2z °B二(0.8 0.5) 1.129 2.3 (-0.6 0.5) 1.17 1.4 1.0 0.35 6.0= 6.75kN-丄1-0.5F圖 3-813.9.6排架內力分析有關系數由于該廠房的A柱和B柱的柱高、截面尺寸等均廠房為等高排架可用剪力分配法進行排架內力分析。 相同，故這兩柱的有關參數相同。1柱頂剪力分配系數柱頂位移系數和柱的剪力分配系數分別計算，結果見

13、下表柱號n = Iu/Il 丸=Hu /HC°=3/1 十九3(1/n_ 1)右=H3/C0EIln - 1佝i Z 1/®n= 0.109C0 =2.435A、B柱& = 0.305,、工 H3Q 0.210 沢 10E"ab=0.5由上表可知，A B =1.°。2. 單階變截面柱柱頂反力系數由表3-9中給出的公式可分別計算不同荷載作用下單階變截面柱的柱頂反力系數,計算結果見表3-19。表 3-19簡圖柱頂反力系數A柱和B柱2.143C3 二31 - 223 1213( -1)1.1042-3a，2(2 a)(1a)2n-(2-3a)0.559

14、3i4(1 -1)C11 = 83 n83 z1( 1)n0.3263內力正負號規(guī)定本例題中，排架柱的彎矩、剪力和軸力的正負號規(guī)定如圖3-82所示，后面的各彎矩圖和柱底剪力均未標出正負號，彎矩圖畫在受拉一側，柱底剪力按實際方向標出。4 A/+M圖 3-823.9.7排架內力分析1永久荷載作用下排架內力分析永久荷載作用下排架的計算簡圖如圖3-83 (a)所示。圖中的重力荷載 及力矩 根據圖3-79確定，即G 二 G =279.80kNG2 二 G3 G4 =44.30 15.60 = 59.90kNG3 二 G5a =41.74kNMG, -279.80 0.05N3.99kN mM2 =(G

15、G4A)e)-G =(279.80 15.60) 0.25-44.30 0.3 = 60.56kN m由于圖3-83(a)所示排架為對稱結構且作用對稱荷載，排架結構無側移，故各柱可按頂為不動鉸支座 計算內力。按照表 3-19計算的柱頂反力系數，柱頂不動鉸支座反力R可根據表3-9所列的相應公式計算求得，即M1 M213.99 漢 2.143+60.56 漢 1.104Ra1C1-C37.57kN( >)H H12.8RA 二-7.57kN( >)求得柱頂反力R后，可根據平衡條件求得柱各截面的彎矩和剪力。柱各截面的軸力為該截面以上重力3-83(b)、(c)。荷載之和。恒載作用下排架結構

16、的彎矩圖、軸力圖和柱底剪力分別見圖M.j 'j氐卜3圖 3-832.屋面可變荷載作用下排架內力分析排架計算簡圖如圖3-84(a)所示。屋架傳至柱頂的集中荷載Q =36kN ,它在柱頂及變階處引起的力矩分別為M1A = 36.00 0.05 = 1.80kN= M1BM2a =36.00 0.25 =9.00kN=M2B按照表3-19計算的柱頂反力系數和表3-9所列的相應公式可求得柱頂不動鉸支座反力R即M 1AHC1M 2A、L31.80 2.143 9.00 1.10412.8= 1.08kN( > )RB=-1.08kN()則排架柱頂不動鉸支座總反力為：R -Ra Rb -1.

17、08 -1.08=0kN( > )排架各柱的彎矩圖、軸力圖及柱底剪力如圖3-84( b)、( c)所示。圖 3-843. 屋面可變荷載作用下排架內力分析（1）Dmax作用于A柱計算簡圖如圖3-86（a）所示。其中吊車豎向荷載Dmax、Dmin在牛腿頂面處引起的力矩分別為:M A = Dmaxe3 = 462.25 0.3 =138.68kN mM b = Dmine3 = 96.75 0.3 = 29.03kN m按照表3-19計算的柱頂反力系數和表3-9所列的相應公式可求得柱頂不動鉸支座反力R分別為Ra _ _138.68 1.104 - _11.96kN()H12.8M b29.03

18、RbbC31.268 =2.27kN()H12.8R -Ra Rb 一11.96 2.27 - -9.69kN ()排架各柱頂剪力分別為VA 二 Ra- aR =-11.96 0.5 9.69 =-6.98kN()Vb 二 Ra - bR = 2.270.5 9.69 =7.12kN( > )排架各柱的彎矩圖、軸力圖及柱底剪力如圖3-86（ b）、（ c）所示。Dmax作用于B柱同理，將 作用于A柱情況的A、B柱內力對換，并改變內力符號可求得各柱的內力。（3）Tmax作用于AB跨柱當AB跨作用吊車橫向水平荷載時，排架計算簡圖如圖3-90（a）所示。由表3-9得，a =(3.9 _1.2)

19、/3.9 =0.692則柱頂不動鉸支座反力RA RB分別為Ra »TmaxC5 »14.78 0.559 »8.26kN （-）Rb 一 -TmaxC5 - -14.78 0.559 - -8.26kN（）排架柱頂總反力 R為r=ra Rb - -8.26-8.26 - -16.52kN（）各柱頂剪力分別為VA =RA - AR=-8.26 0.5 16.52 =0VB =Rb - BR 一 -8.26 0.5 16.52 =03-90 ( b)所示。當Tmax方向相反時,彎矩圖和剪力圖只改變符號,排架各柱的彎矩圖及柱底剪力值如圖 數值不變。1-flL 14. 風

20、荷載作用下排架內力分析(1)左吹風時計算簡圖如圖3-92 (a)所示。柱頂不動鉸支座反力 Ra、Rb及總反力R分別為Ra =-q1HC11 - -1.79 12.8 0.316 =7.47kN（）RB 二-q2HC1 -0.89 12.8 0.326 二3.71kN（）R 二 Ra Rb Fw =-7.47 -3.71 -6.75 = T7.93kN（）各柱頂剪力分別為Va=Ra- aR=7.47 0.5 17.93 =1.50kN（；）Vb 二 Rb - BR 二-3.71 0.5 17.93 =5.26kN（、）排架內力圖如圖3-92 ( b)所示。(2)右吹風時將圖3-92(b) 所示A

21、、B柱內力圖對換，并改變內力符號后即可。二二3.9.8內力組合以A柱內力組合為例。 控制截面分別取上柱底部截面1-1、牛腿頂截面nn和下柱底截面川-川，如圖 3-53所示。表3-20為各種荷戴作用下 A柱各控制截面的內力標準值匯總表。表中控制截面及正號內力方向如表3-20中的例圖所示。荷載效應的奉基本組合設計值按式(3-24)進行計算。在每種荷載效應組合中，對矩形和I形截面柱均應考慮以下四種組合，即(1) Mmax及相應的N、V Mmax及相應的N、V ;Nmax及相應的M、V ；(4) Nmin及相應的M、V?？刂坪屋d 類別永久何載效 應Sgk屋面可變荷載效應Sgk吊車豎向荷載效應Sgk吊車

22、水 平荷載 效應Sqk風荷載效應SqkDmax作用在A柱Dmax作用在B柱Tmax作用在AB跨左風右風截面 及正 向內 力彎矩 圖及 柱底 截面 剪力if F *i /占1 Gp-k:3十巧1 1p n .''(! . 1.r-；4 口E1 iHl咒=1 T -1JIL j序號1-1MK15.532.41-27.22-27.77019.46-27.28N<295.4036.000000011-11MK-45.03-6.59111.461.26019.46-27.28N<339.7036.00462.2596.75000III-IIIMK22.353.0249.34-

23、62.1+62.1165.83-140.24N<381.4436.00462.2596.75000V<7.571.08-6.98-7.128.2624.41-16.65由于本例不考慮抗震設防，對柱截面一般不需進行受剪承載力計算。故除下柱底截面川-川外，其他截面的不利內力組合未給出所對應的剪力值。對柱進行裂縫寬度驗算和基礎地基承載力計算時，需采用荷載效應的標準組合和準永久組合的效應設 計值。表3-21和表3-22為A柱荷載效應的基本組合和標準組合。截面內力組合mnmn基本組合（可變荷載控制）Sd+ YqiLSqik吃Yq/l肌SQik標準組合:Sd =遲SGjk+ Sqik吃化iSQ

24、kjmi =2j 二i=2+ M max及相應的N,V-Mmax及相應的N,VNmax及相應的M,VNmin及相應的N,V1-1M1.2 + 1.4 +1.4 748.24 +1.4 >0.9 > +1.4X0.7 0.9 +0.6 X-66.381.2 X +1.4 >0.9 +1.4 0.7 45.24+1.4 >0.9 + 1.4 >0.7 42.14N389.76295.40389.76295.4011-11M + 1.4 >0.9 +1.4 >0.6X©114.481.2 + 1.4 0.9 + 1.4 >0.7 -94.87

25、1.2 +1.4 0.9 +1.4 粒7 +0.6 X（+）75.84+1.4 X0.9 > + 1.4 X0.6 -80.26N922.14442.921025.36339.70Ill-IllM1.2 +1.4 +1.4 >0.7 淹+0.7 >0.9 +0.7 >0.9迢）361.04 +1.4 > +0.7 >0.9X （+）-293.851.2 +1.4 0.9 +1.4 >0.7 X（ +0.9 >）196.42+ 1.4 + 1.4 >0.7 X（ +0.8 滙 +0.9 濾）335.84N946.01466.771075.44

26、779.12V34.34-24.469.9333.34Mk+0.7 （+） +0.7 0.9275.57+0.7 0.8 +0.7 0.9-203.41 +0.9 迢+0.7 +0.7 >0.9 +0.6 X219.29+（0.7 +0.7 X0.9 >）273.46Nk730.20435.62822.67705.02Vk34.34-24.4621.1433.26截面內力組合mn基本組合（永久荷載控制）Sd =送GjSGjk +瓦YcAFciSQiki=1+ Mmax及相應的N,V-Mmax及相應的N,VNmax及相應的M,VNmin及相應的N,VM1.35 X +1.4 X（0.

27、7 X+0.6 ）39.66 +1.4 （ 0.7 >0.8 X-53.181.35 +1.4 X（0.6 強 +0.7 X）39.66 + 1.4 X（0.6 X +0.7 X）34.231-1N434.07+0.7 0.9 +0.6 X）295.40434.07330.6811-11M +1.4 X（0.7 +0.6X）80.551.35 +1.4 X （0.6 © +0.7 XX）-80.401.35 +1.4 卩.7 X0.9 +0.7 X+0.6 X（+）24.46+1.4 X0.6 X（+）-51.62N792.71493.88901.58339.70Ill-Ill

28、M1.35 +1.4 X0.7X+0.7X0.8 X（+）+0.6 X274.46 +1.4 X0.6 泄+0.7 X0.8 （ + ）-207.281.35 +1.4 卩 .7 +0.7 0.9 X（+）147.69+ 1.4 （ 0.7 X+0.7 X0.8 +0.6 X）203.29N912.63457.29957.93779.12V32.79-18.4712.4123.663.9.9柱截面設計仍以A柱為例?；炷翉姸鹊燃墳镃30, fc =14.3N /mm2,如=2.01N /mm2 ；縱向鋼筋采用HRB400級，ftk =2.01N/mm2，0.518。上、下柱均采用對稱配筋。1

29、選取控制截面最不利內力對上柱，截面的有效高度取h0 =400 - 45 = 355mm，則大偏心受壓和小偏心受壓界限破壞時對應的軸向壓力為Nb ="fcbh0 產1.0 14.3 400 355 0.518 =1051.85kN當N豈比=1051.85kN時,為大偏心受壓；由表3-21表3-23可見，上柱I I截面共有8組不利內力。經ei判別，其中8組內力均為大偏心受壓，對8組大偏心受壓內力，按照“彎矩相差不多時，軸力越小越不利；軸力相差不多時，彎矩越大越不利”的原則，可確定上柱的最不利內力為M 66.38kN m N =295.40kN對下柱，截面的有效高度取h° =90

30、° - 45 =855mm，則大偏心受壓和小偏心受壓界限破壞時對應 的軸向壓力為Nb/伽 b (bf'-b)hf' =1.0 14.3 100 855 0.518 (400-100) 150= 1276.38kN當N，Nb =1276.83kN ,且彎矩較大時，為大偏心受壓。由表3-21-表3-23可見，下柱H n和川一川截面共有 16組不利內力。經用 ©判別，其中12組內力為大偏心受壓，有4組內力為小偏心 受壓且均滿足N 'Nb =1276.83kN，故小偏心受壓均為構造配筋。對12組大偏心受壓內力，采用與 上柱1-1截面相同的分析方法，可確定下柱

31、的最不力內力為M =361.04kN mM = -263.86kN mN =946.01kNN =466.77kN2 上柱配筋計算由上述分析結果可知，上柱取下列最不利內力進行配筋計算：M0 = -66.38kN m N =295.40kN由表3-12查得有吊車廠房排架方向上柱的計算長度為1q = 2 3.9 二 7.8m666.38 10295400=224.71mm由于h/30=400/30=13.33mm,取附加偏心距e20mm,則e =e0 ea =224.7120 = 244.71mm0.5fcAN20.5 14.3 400 cc” =3.873 a 1.0 .s _ 1 0 取 c

32、= 1.0295400=1亠1500 eh0217800 2c =1()1.0=1.368c244.71 ' 400)1500 -355M -.sM。=1.368 66.38 =90.81kN mMafea90.81 106295.4 10320 =327.41 mmey h/2-as 二 327.41400/2 - 45 二 482.41mmN：1 f cbh°2954001.0 14.3 400 355= 0.145 ： 2as/h0 =90/355 =0.254故取X =2as進行計算e -h/2 as =327.41 -400/2 45 = 172.41mm” Ne

33、295400 漢 172.412As 二 As456.36mmfy(h° as)360(35545)選(三級鋼)18(A =763mm2)，貝UAs = 763mm2 人時二九 bh = 0.2% 400 400 = 320mm2,滿足要求。由表3 12得，垂直于排架方向上柱的計算長度“二1.25 3.9 =4.875m，則l0/b =4875/400 =12.19® =0.95Nu =0.9(fcA fyAs) =0.9 0.95 (14.3 400 400 360 763 2) =2425.94kN Nma434.07kN滿足彎矩作用平面外的承載力要求。3 下柱配筋計算

34、由分析結果可知，下柱取下列兩組為最不利內力進行配筋計算：M0 =361.04kN mM0 =263.86kN mN =946.01kNN =466.77kN(1)按 M0 =361.°4kN m, n =946.01kN 計算面尺寸由表3-12可查得下柱計算長度取."Oh1 =8.9m；截b =100m, b； = 400mm, h； = 150mmo6= 381.65mmM0361.04 10eo :N 946010取附加偏心距ea=900/30mm 20mm,則ei1500h°1500 也色(900355890°)2 1.0=1.135e =eo e

35、a =381.65 30 =411.65mm9460100.5 fcA 0.5 14.3 100 900 2 (400 -100)15叭 1.36 .°409.78 106SM0 =1.135 361.04 =409.78kN me =e° +ea=3 +30 = 463.17mmN946.01 103e=e +h/2 as =463.17+900/245 =868.17mm先假定中和軸位于翼緣內,946.01x165.39mm hf = 150mmHfcbf 1.0 14.3 400受壓區(qū)進入腹板內，則x 二 Njfc(bf b)hf 二 946010一143 (400一

36、100) 150 = 211.55mm ifcb1.0 14.3 100x ：血=0,518 855 =442.89mm，為大偏心受壓構件，則N：1fcbX(h2r：1fc(bf -b)hf(h£)f,(ho _aj211 55150946010 868.17 -1.0 14.3 100 211.55 (255)-1.0 14.3 (400 -100) 150 (855)2 2360 (855 -45)2= 1867.12mm(2)按 M。=26385kN m，N =466.77kN 計算計算方法與上述相同，計算過程從略，計算結果為2AS 二 AS 二 867.94mm綜合上述計算結

37、果，下柱截面選用6 (三鋼 20( As =1884mm)且滿足最下配筋的要求,即 AAs,min 二'mina 二=?min bh(bf-b)hf2 0.2%1810360mm。4 .柱的裂縫寬度驗算按荷載準永久組合計算時，該單層廠房A柱的效應設計值較小，不起控制作用，因此可不對其進行 裂縫寬度驗算。5 柱箍筋配置非地震區(qū)單層廠房柱，其箍筋數量一般由構造要求控制，根據構造柱要求，上、下柱箍筋均選用8200。3-94所示。其中牛腿截面寬6 牛腿設計根據吊車梁支承位置、截面尺寸及構造要求，初步擬定牛腿尺寸如圖度 b =400mm，牛腿截面高度 h = 600mm, % 二 555mm o

38、(I)牛腿截面高度驗算作用于牛腿頂面按荷載效應標準組合計算的豎向力為Fvk =Dmax G3 =462.25 44.30 =506.55kN牛腿頂面無水平荷載，即 Fhk =0 ；圖3-94牛腿尺寸簡圖對支承吊車梁的牛腿，裂縫控制系數'=0.65 ；柿rRN/mm?；a = -150 20 = -130mm： 0，取 a = 0；由式(3-27)得口Fhkftkbh02.0仆 400 匯 555= 580.09kN Fvk：（1一0.5 吃）tk 00.650.5aFvk 0.5h0故牛腿截面高度滿足要求。(2)牛腿配筋計算由于a = -150 20 = -130mm ： 0，因而該牛

39、腿可按構造要求配筋。根據構造要求,As占人阿=0.002匯400漢600 =480mm，實際選用(三級鋼)14( As =616mm)。水平箍筋選 用 8100。7 柱的吊裝驗算采用翻身起吊，吊點設在牛腿下部，混凝土達到設計強度后起吊。由表3-13可得柱插入杯口深度為h1 =0.9 900 =810mm ,取0 =850mm ,則柱吊裝時總長度為3.9+8.9+0.85=13.65m，計算簡圖如圖3-95所示。6go !mnmmirt丿圖3-95 柱吊裝計算簡圖(I)荷載計算柱吊裝階段的荷載為柱自重重力荷載，且應考慮動力系數，即(2)內力計算qi = " Gqik =1.5 1.35

40、 4.0 = 8.10kN / mq2 一Gq2k =1.5 1.35 (0.4 1.0 25) =20.25kN/mq3 二"Gq3k=1.5 1.35 4.69=9.50kN/m在上述荷載作用下，柱各控制截面的彎矩為皿宀為用8.10 3.92 =61.60kN m2 2M2 =丄 8.10 (3.9 0.6)2 - (20.25 -8.10) 0.62 =84.20kN m 2 -b 二 R3q3l；M2 =02得Ra-叫 二1 9.50 9.15=34.26kN2l329.15l3dM 二 Ra -qsx =0令dx，得x = Ra /q3 = 34.26 / 9.50 = 3

41、.61m則下柱段最大彎矩M 3為M 3 =34.26 3.61 一1 9.50 3.6161.78kN m2承載力和裂縫寬度驗算2上柱配筋為代=人=763( 3三級鋼18)，其受彎承載力按下式進行驗算:Mu二 fyA(h0 -aJ =360 763 (355-45)=85.15 106N mm=85.15kN m°Mi=1.0 61.60 =61.60kN m裂縫寬度驗算如下:M k =61.60/1.35 =45.63kN m-skMk45.63 106193.63N/mm20.87h0A.0.87 355 763763ftk"匕?！??！啊?quot;00954 &quo

42、t;.01，取"0.01'1.1-0.65 亠=1.1-0.652010.43Ptsk0.01 勺93.63G = 25 8 = 33mmmax 二：0.08deq)Es' te193.63丄18=1.9 0.435 (1.9 33 0.08)2"05 0.01二 0.164mm :： max二 0.2mm滿足要求。下柱配筋氏=A =1884mm2( 6鋼120),其受彎承載力按下式進行計算:Mu 二 fyA(h° -as) =360 1884 (855-45) =549.37 106N mm= 549.37kN m.0M1 =1.0 84.20k

43、N m =84.20kN m裂縫寬度驗算如下:Mk =84.20/1.35 =62.37kN mMk0.87h0As62.37 1060.87 855 1884=44.51N / mm2As1884Ae 0.5 18 104= 0.02090.01，取0.01f2 01即=1.1 0.65 J =1.1 0.650.30： 0.2Resk0.0209x44.51取屮=0.2'max 二：OVCs 0.08止)Es: te44 5118=1.9 0.25 (1.9 33 0.08)2"00.0209=0.011mm ： max二 0.2mm滿足要求。3.9.10基礎設計建筑地基

44、基礎設計規(guī)范(GB 50007-2002)規(guī)定，對6m柱距單層排架結構單跨廠房，當地基承載力特征值為160kN/mm2 一 fak ： 200kN / mm2,廠房跨度I =30m，吊車額定起重量不超過 30t，以及 設計等級為丙級時， 設計時可不做地基變形驗算。本例符合上述條件，故不需進行地基變形驗算。 下面以A柱為例進行該柱的基礎設計?；A材料：混凝土強度等級取C25, fc =11.9N/mm2， ft =1.27N /mm2 ；鋼筋采用2HR335， fy二300N / mm2 ；基礎墊層采用 C10素混凝土。1.基礎設計時不利內力的選取作用于基礎頂面上的荷載包括柱底(川一川截面)傳給

45、基礎的M、N、V以及圍護墻自重重力荷載兩部分。按照建筑地基基礎設計規(guī)范> (GB50007-2011)的規(guī)定，基礎的地基承載力驗算取用荷載效應標準組合，基礎的受沖切承載力驗算和底板配筋計算取用荷載效應基本組臺。由于圍護墻自重重力荷 載大小、方向和作用位置均不變，故基礎最不利內力主要取決于柱底(川一川截面)的不利內力，應選 取軸力為最大的不利內力組合以及正負彎矩為最大的不利內力組合。經對表3-20-表3-22中的柱底截組別何載標準組合的效應設計值荷載基本組合的效應設計值Mk(kN m)Nk(kN)Vk(kN)M (kN m)N(kN)Vk(kN)第一組275.75730.2234.3436

46、1.04946.0134.34第二組-203.44435.62-24.46-263.85466.77-24.46第三組219.29822.6721.14196.421075.449.93表 3-232 圍護墻自重重力荷載計算如圖3-97所示,每個基礎承受的圍護墻總寬度為6m，總高度為14.65m,墻體為32240mm厚燒結普通黏土磚砌筑，重度為19kN / m ；鋼框玻璃窗自重，按0.45kN / m計算,每根基礎梁自重為16kN ,則每個基礎承受的由墻體傳來的重力荷載標準值為基礎梁自重16.70kN墻體自重19 0.24 6 14.65-(4.8 1.8) 3.6 = 292.48kN鋼窗自

47、重0.45 3.6 (4.8 1.8)=10.69kNNwk =319.87kN2409003600±0 000圖3-9圍護墻對基礎產生的偏心距為ew =120450 = 570 mm3 基礎地面尺寸及地基承載力驗算(I) 基礎高度和埋置深度確定由構造要求可知，基礎高度為h- a! 50mm，其中hi為柱插入杯口深度，由表3-13可知，hi =0.9h =0.9 900 =810 800mm，取 A =850mm ； ai為杯底厚度，由表 3-14 可知ai 200mm，取印=250mm ；故基礎高度為h = 850 250 50 = 1150mm因基礎頂面標高為 -0.50m，室內

48、外高差為150mm，則基礎埋置深度為d =1150 500-150= 1500mm(2) 基礎底面尺寸擬定基礎底面面積按地基承載力計算確定，并取用荷載效應標準組合。由建筑地基基礎n _ 1 0 n _ 0設計規(guī)范(GB 50007-2011)可查得 1.0，匕一 0 (黏性土)，取基礎底面以上土及3基礎的平均重度為m =20kN/m，則深度修正后的地基承載力特征值fa按下式計算：fafakd m(d -0.5) =165 1.0 20 (1.5 0.5) =185kN/m2由式(3-31)按軸心受壓估算基礎底面尺寸，取Nk =Nk,max +Nwk =822.67 +319.87 = 1142

49、.54kN貝UNkA' - md1142.54185 20 1.5= 7.37m30%取考慮到偏心的影響，將基礎的底面尺寸再增加A=l b =2.7 3.6=9.72m2基礎底面的彈性抵抗矩為12123W lb2.7 3.6 =5.83m6 6(3) 地基承載力驗算基礎自重和土重為(基礎及其上填土的平均自重取m =2°kN/m)Gk 二 mlA=20 1.5 9.72 =291.60kN由表3-23可知，選取以下三組不利內力進行基礎底面積計算:Mk =275.57kNmMk - -203.44kNmMk =219.29kNmNk =730.22kNNk =435.62kNNk

50、 =822.67kNVk = 34.34kNVk - -24.46kNVk =21.14kN先按第一組不利內力計算，基礎底面相應于荷載效應標準組合時的豎向壓力值和力矩值分別為（圖3-98a）bk-Nk Gk ' Nwk= 730.22 291.60319.87 = 1341.68kNMbk =Mk VkhNwkew =275.57 34.34 1.15 319.87 0.57 = 132.74kN m由式(3-32)可得基礎底面邊緣的壓力為Pk，max _Nbk .MbkPk,min A W134.169132.749.72- 5.83155.51kN/m2= 138.03 22.77

51、2115.26kN / m2由式(3-35a)和式(3-35b)進行地基承載力驗算pk,m axpk,min155.51115.2622 2= 135.39kN/m : f185kN /m2 2Pk,max =155.51kN/m c1.2fa =1.2漢 185 = 222kN/m滿足要求。取第二組不利內力計算，基礎底面相應于荷載效應標準組合時的豎向壓力值和力矩值分別為(圖3-98b)Nbk 二心 Gk Nwk= 435.62291.60 319.87 = 1047.09kNMbk =Mk Vkh-Nwkew-203.44 -24.46 1.15 -319.87 0.57 =413.89kN m由式(3-32)可得基礎底面邊緣的壓力為Pk,maxPk,minN bk M bk1047.09413.89±9.725.83178.72kN/m2=107.73 _ 70.99 =236.74kN/m2Pk ,maxPk ,min由式(3-35a)和式(3-35b)進行地基承