单层工业厂房结构课程设计

《单层工业厂房结构设计》

指导教师：学生姓名： 学 号：班 级：

目 录

一、设计条件.................................................................................... 3 二、计算简图的确定........................................................................ 5 三、荷载计算.................................................................................... 7 四、内力计算.................................................................................. 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 工程概况

某厂装配车间为一单跨钢筋混凝土厂房，跨度为24米，长度为66米，柱顶标高为12.4米，轨顶标高为10.0米，厂房设有天窗，采用两台5~20t中级工作制吊车。屋面防水层采用聚氨酯防水胶，维护墙采用240mm厚双面粉刷砖墙，钢门窗，混凝土地面，室内外高差为150mm，建筑剖面图详见图1.

1.2 结构设计资料

自然条件：基本风压值为0.55KN/m2。

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 120KN/m2，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，吊车的主

注：pmin(GQ)/2pmax

1.4 厂房标准构件选用情况 1.4.1 屋面板

采用1.5X6m预应力钢筋混凝土屋面板，板自重（包括嵌缝在内）标 准值为1.4kN/m2。

1.4.2 天沟板

天沟板自重标准值为17.4KN/块（包括积水重）。 天窗架

门窗钢筋混凝土天窗架，每根天窗架支柱传到屋架的自重荷载标准 值为36KN。

1.4.3 屋架

采用预应力钢筋混凝土折线型屋架，自重标准值为106KN/榀。

1.4.4 屋架支撑

屋架支撑的自重标准值为0.05kN/m2

1.4.5 吊车梁

吊车梁为先张法预应力钢筋混凝土吊车梁，吊车梁的高度为

1200mm，自重标准值为44.2kN/根。轨道及零件重标准值为1kN/m， 轨道及垫层高度为200mm。

1.4.6 连续梁及过梁

均为矩形截面，尺寸详见图集。

1.4.7 基础梁

基础梁尺寸；基础梁为梯形截面，上顶面宽300mm，下底面宽 200mm，高度500mm。

1.5 材料选用 1.5.1柱

混凝土：采用C20~C30；

钢筋：采用HPB235，或HRB335级钢。 1.5.2 基础

混凝土：采用C20；

钢筋：采用HPB235，或HRB335级钢。

1.5.3 屋面做法

大型屋面板上抹20厚1：3水泥砂浆找平层，在找平层上做2.5mm 厚聚氨酯防水层。

1.6 屋面或则在标准值的取值

2

q=0.k 5N/m

1.7 相关建筑材料的基本数据

3 钢筋混凝土容重 25kN/m

3 水泥砂浆容重 20kN/m

3 石灰水泥混合砂浆容重 19kN/m

2 240厚双面粉刷机制砖墙重 5.k3N/m

2 钢门窗自重 0.k4N/m

2

3N/m 聚氨酯防水层自重 0.k

24N/m 找平层自重 0.k

图1.1 建筑剖面图

二、计算简图的确定

2.1 计算上柱高及柱全高

根据任务书的建筑剖面图：

上柱高Hu=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Hl=H-Hu=12.9-3.8=9.1m λ= Hu/H=3.8/12.9=0.295

2.2 初步确定柱截面尺寸

根据柱的高度、吊车起重量及工作级别等条件，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

Hl22

910022

400mm=b(可以） Hl12

910012

758mmh900mm(可以)

对于下柱截面高度，有吊车时无吊车时

1.5H25



1.512.910

25

3

774mmh900mm(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 0.30kN/m2

2

20m厚1：3水泥砂浆找平层 0.k4N/m

2预应力混凝土屋面板（包括灌缝） 1.k4N/m

屋盖支撑 0.05kN/m2

2.151.22.58kN/m2 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 G1=2.58×6×12+20.88+43.2+127.2×0.5=313.44kN

e1

hu2

150

4002

15050mm

3.1.2 柱自重

A、C柱

上柱 G4A= G4C =1.2×4×3.8=18.24kN 下柱 G5A= G5C =1.2×4.69×9.1=51.21kN

e4A250mm e5=0

B柱

上柱 G4B=1.2×6×3.8=27.36kN 下柱 G5B=1.2×4.94×9.1=53.94kN

e5=0 e4B0mm

3.1.3 吊车梁及轨道自重

G3=1.2×（44.2kN+6m×1kN/m）=60.24kN

e3A=300mm e3B=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《荷载规范》可知，不上人屋面均不活荷载为0.50 KN/m2，不大于基本雪压，屋面活荷载在每侧柱顶产生的压力为

Q11.40.561250.kN

e150mm

Q1的作用位置与G1作用位置相同，如图3.1所示。

3.3 风荷载

某地区的基本风压wo=0.55kN/m2，对q1,q2按柱顶标高12.4m考虑，查规范得z1.067，对Fw按天窗檐口标高14.3考虑，查规范得z1.12。屋顶标高15.99m考虑，查规范得z1.255。天窗标高19.86m考虑，查规范得

z1.247。风载体型系数s的分布如图下

图3.2 风荷载体型系数及排架计算简图

则作用于排架计算简图(图3.2）上的风荷载设计值为：

q1kQszw0B1.40.81.0670.5563.94kN/m()q2kQszw0B1.40.41.0670.5561.97kN/m()

FwQ[(1s2s)h

1z

(3s4)sh

2z

]w

z0



1.4

[(0.8+0.4)1.120

(14).31-.1126.24)(m1+5(.-9

09.-21+(0.6+0.5+0.6+0.2)1.2490(01.95.58K62

N-1/5m.996).m0=55.97KN

3.4 吊车荷载

表3.1 吊车参数

m

+40..34)m]1.

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：

Dmax,kQPmax(y1y2y3y4)

=1.4×202×（1+0.267+0.8+0.067）=603.5KN

DPminmin

PDmax

605179.3KN

max

202

603.e3=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：

T

14

(Qg)

14

0.1(200kN77.2kN)6.93kN

作用于排架柱上的吊车横向水平荷载设计值为：

TmaxQT



yi1.46.932.13420.7KN

其作用点到柱顶的距离

y=H2.6uhe3.81.22.6m,y/Hu

3.8

0.684

四、内力计算

4.1 恒载作用下排架内力分析

该厂房为两跨等高排架，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计算，见表4.1。

在G1作用下：

G2G3G4A78.48KN

G3G5A53.18KN G42G1652.32KN G5G4B2G3147.84KN G6G5B53.94KN

G1G1313.44KN

M1=G1e1=313.440.05=15.672kNm

M2=(G1G4A)e4A-G3e3=(313.4418.24)0.25-60.240.3=64.848kNm

对A、C柱，已知n0.109,0.295由规范公式：

)0.109

C12.122

112233

1(1)10.295(1)

n0.109

3

n

3

1(1

2

1

)10.295(1

2

1

C3

32



11(

3

2

1n

1)

32



10.29510.295(

3

2

10.109

1.132 1)

因此，在M1和M2共同作用（即在G1作用下）柱顶不动铰支承的反力

RAR1R2C1

M1H

C2

MH

2

8.27kN

RC8.27kN

图4.1 恒载作用下排架内力图

4.2 在屋面活荷载作用下排架内力分析

4.2.1 AB跨作用屋面活荷载

排架计算简图如图2.1a所示，其中Q1=50.4KN，它在柱顶及变阶处引引起的力矩为：

M1A=50.40.05=2.52kNm

M2A=50.40.25=12.6kNm

.4 M1=50

0.15=7.5 6kN

m

对A柱，C1=2.122，C3=1.132

RA

M1AH

C1

M2AH

C3

2.52kNm2.12212.6kNm1.132

12.9m

1.52kN

对B柱，C1=1.721

RBC1

M1BH



7.561.721

12.9

1.01kN

则排架柱顶不动铰支座总反力为：

RRARB1.521.012.53kN

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

VARAAR1.520.2862.530.8kN

VBRBBR1.010.4282.530.073kN

VC

CR0.2862.530.72kN

图4.2 AB跨作用屋面活荷载时排架内力图

4.2.2 BC跨作用屋面活荷载

由于结构对称，且BC跨与AB跨作用的荷载相同，故只需将图4.2中个内力图的位置及方向调整一下即可，如图4.3所示。

图4.3 BC跨作用屋面活荷载时排架内力图

4.3 吊车荷载作用下排架内力分析 4.3.1 Dmax作用在A柱

A柱：M

max,k

Dmax,ke3603.50.3181.05kNm

B柱：Mmin,kDmin,ke3179.30.75134.48kNm 对A柱C31.132 RA 对B柱C3

32

11(

B

MH

A

C3

181.05KN.m

12.9m

1.13215.89KN

2

RB

MH

1)n

134.K45Nm.C1.2853

12.m9

3

1

1.285

( 13K.4

N0( )

RRARB15.89KN13.40KN2.49KN

排架各柱顶剪力分别为：

VARAAR15.89KN0.2862.49KN15.18KNVBRBBR13.40KN0.4292.49KN14.47KN

VCCR0.2862.49KN0.71KN

)

)

( )

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

Dmax

作用A柱时排架内力图

4.3.2 Dmax作用在B柱左

M

A

Dmine3179.26kN0.3m53.78kN.m

MBDmaxe3603.50kN0.75m452.63kN.m

柱顶不动铰支座反力RA，RB及总反力R分别为：

RARB

MHMH

BA

C3C3

53.78KN.m12.9m12.9m

1.132

4.72KN

( )

452.63KN.m

1.28545.09KN

( ) ( )

RRARB4.72KN45.09KN40.37KN

各柱顶剪力分别为：

VARAAR4.72KN0.28640.37KN16.27KNVBRBBR45.09KN0.42940.37KN27.77KN

VCCR0.28640.37KN11.55KN

( ) )

)

排架各柱的弯矩图，轴力图及柱底剪力值如图4.5所示

4.3.3 Dmax作用在B柱右

根据结构对称性及吊车吨位相等的条件，内力计算与Dmax作用于B柱左的情况相同，只需将A，C柱内力对换并改变全部弯矩及剪力符号，如图4.6所示。

图4.5

Dmax

作用B柱左时排架内力图

图4.6

Dmax

作用B柱右时排架内力图

4.3.4 Dmax作用于C柱

同理，将作用于A柱情况的A，C柱内力对换，并注意改变符号，可求得各柱的内力，如图4.7所示。

图4.7

Dmax

作用C柱时排架内力图

4.3.5 Tmax作用在AB跨柱

对A柱 n0.109,0.287 a=（3.8-1.2）/3.8=0.632 对A柱C50.629，则

RATmaxC520.70.62913.02kN

对B柱C50.69，则

RBTmaxC520.70.6914.3kN

排架柱顶总反力R为：

RRARB13.0214.327.32kN

各柱顶剪力为：

VARAAR13.020.28627.325.23kNVBRBBR14.30.42827.322.55kN

VCCR0.28627.327.79kN

Tmax作用在AB跨的M图、N图如图4.8所示。

4.3.6 Tmax作用在BC跨

由于结构对称及吊车吨位相等，故排架内力计算与Tmax作用AB跨情况相同，仅需将A柱与C柱的内力对换，如图4.9所示。

图4.9 Tmax作用于BC跨时排架内力图

4.4 风荷载作用下排架内力分析

4.4.1 左吹风时

对A、C柱 n0.109,0.287

3[1(

34

1n

1)]



C11

38

[10.287(

[10.287(

3

4

10.10910.109

1)]

0.329 1)]

81(11)]n

RAq1HC113.9412.90.32916.72KNRCq2HC111.9712.90.3298.36KN

RRARBFW16.728.3655.9881.06kN

各柱顶剪力分别为:

VARAAR16.720.28681.066.46kNVCRCCR8.360.28681.0614.82kN

VBBR0.42881.0634.69kN

风从左向右吹风荷载作用下的M、N图如图

图4.10 左吹风时排架内力图

4.4.2 右吹风时

计算简图如4.11a所示。将图4.10b所示A,C柱内力图对换且改变内力符号后可得，如图4.11b所示。

图4.11 右吹风时排架内力图

五、最不利荷载组合

内力组合按式（2.5.19）~式（2.5.21）进行。除Nmax及相应的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，内力采用标准值。

单层工业厂房结构课程设计

m

注：M单位(kN

)，N单位kN，V单位kN。

20

注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

21

22

注：M单位(kN

m

)，N单位kN，V单位kN。

23

24

六、柱截面设计

6.1 A柱的截面设计

6.1.1 柱在排架平面内的配筋计算

注 1. e0M/N,eie0ea,ea20、h/30的较大者，考虑吊车荷载

，l01.0Hl,不考虑吊车荷载时，l01.5H。 2. l02.0Hu(上柱）

3. .[1

11400ei/h0

(

l0h

)12],对于单厂为有侧移结构

2

综上所述:下柱截面选用5Ф22（1900mm2） 6.1.2 柱在排架平面外的承载力验算

上柱，Nmax =331.68kN,考虑吊车荷载时，按规范有

l0b



7600400

19

25

由规范知

0.78

Nu(fcAc2fyAs)0.78(14.340040023001140)2318.16kNNmax=331.68kN

下柱Nmax=877.65,当考虑吊车荷载时，按规范有

IIl19.53810mmA1.87510mmil0iIlA

5

29

4

19.538101.87510

95

322.804mm

9100322.804

28,则1.0

5

Nu(fcAc2fyAs)1.0(14.31.8751023001900)3821.25kNNmax877.65kN

故承载力满足要求。 6.1.3 裂缝宽度验算

上柱As=1140mm,下柱As=1900mm,Es=2.010N/mm

2

2

5

2

；构件受力特征系数

cr2.1

；混凝土保护层厚度c取25mm。验算过程见表6.3。

相应于控制上、下柱配筋的最不利内力组合的荷载效应标准组合为：

26

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Ф8@200箍筋。

6.2 B柱截面设计 6.2.1上柱配筋计算

由内力组合表可见，上柱截面有四组内力，取h0＝600－40＝560mm，附加弯矩ea=20mm（等于600／300），四组内力都为大偏心，取偏心矩较大的的一组．即：

M=227.31kN.m N=699.6kN 吊车厂房排架方向上柱的计算长度 l0=2X3.8m=7.6m。

eo=M/N=227.31/699.6=325mm,ei=e0+ea=325+20=345mm

由l0/h=7600mm/600mm=12.67>5，故应考虑偏心距增大系数

1=

0.5fcAN

=

0.514.3N/mm

2

400mm600mm

699600N

=2.453>1.0

取1=1.0.

2=1.150.01

l0h

=1.150.01

2

7600mm

21.01.02=1.023

600mm,取

176002l0

1()1.01.0=1=12

ei345600h14001400h0560

1

=1.186

=

N

1fcbh0

=

2a

699600

1.014.3400560

's

0.218



h0



80mm560mm

0.143

27

ei1.41

35m4.m750m0m.13

，mN1N627.8K9Nh0.3m68b

取x=2as'进行计算

eih/2as1.41 354.7mm=760.13m m 1.18634540m/2-40m149.2mm

2

'

600

80

6996001.014.340080(560)Ne1fcbx(h0)

62789078011.9400131.91(560/2)2'131.91698mm1151mm2AsAs''

300(56040)fy(h0as)300(56040)

x

选

20 As=942mm2

s

则(bh)4006000.39

A

0.200，满足要求

垂直于排架方向柱的计算长度l0=1.25X3.8m=4.75m， 则l0/b4750/6007.9168 1.0 0

N0.9(fcAf

'y

'

As)0.9/mm400mm0.91.001.0(11.9(14.3N400600300600763mm2)300N/mm1473mm2

=

3500.8kNNmax724.8kN

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ho100040960mm，与上柱分析方法类似，选择下列两组不利内力：

（1） 按M=667.73kN*m，N=1437.6kN计算

下柱计算长度lo=1.0 Hc=9.1m,附加偏心距ea=1000/30=33mm(>20mm) B=100mm, bf'=400mm, hf'=150mm

667.73

9.15故应考虑偏心距增大系数，取ξ2=1.0 Eo



1=1

1437.6

0.5fcAN



0.514.3[10010002(400100)150]

1.437600

0.945

11400

eiho

=

(

hoh

)121

2

11400

497960

(

91001000

)1.00.9451.108

2

ei=1.108497550.7mm0.3ho288mm

28

故为大偏心受压。 x=

N





1

f

c

(b

1

'f

b)h

'f

f

c

b

14376001.014.3(400100)150

=

eei

h2

1.014.3100

10002

'

555.3mm

as550.7

'

101010.7mm

AsAs

'

Ne1fc(bfb)hf(ho

1

'

fy(hoas)

hf)1fcbx(ho

'

x)

=

555.314376001010.71.014.3(400100)150(960

150

300(96040)

)1.014.31000555.3(960)

=1238mm2

（2）按M=554.37kN*m,N=828.66kN

计算方法与上述相同，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

其箍筋数量一般由构造要求控制。根据构造８@200箍筋。

七、牛腿设计

7.1 A柱牛腿设计

根据吊车梁支承位置、截面尺寸及构造要求，初步拟定牛腿尺寸，如图7.1所示。其中牛腿截面宽度b=400mm，牛腿截面高度h=600mm, h0=565mm。

29

图7.1 牛腿尺寸简图

7.1.1 牛腿截面高度验算

=0.65, ftk2.01N/mm

2

，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,k

Q



G4k

G



5431.4



60.241.2

438.06kN

则：

(10.5

FhkFvk

)ftkbh00.5

ah0

0.65

2.01400565

0.5

590.54kNFvk

故牛腿截面高度满足要求。 7.1.2 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，取4Ф16

Asminbh0.002400mm600mm480mm

2

2

，实际纵向钢筋

(As804mm)

由于a/h00.3，则可以不设置弯起钢筋，箍筋按构造配置，牛腿上部2h0/3

范围内水平箍筋的总截面面积不应小于承受Fv的受拉纵筋总面积的1/2。箍筋为8@100。

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：

FVKDmax,kG4k603.5

60.241.2

2

653.7kN

2

故局部压应力sk满足要求。

FVKA



653700400400

4.09N/mm

0.75fc10.73N/mm

30

7.2 B柱牛腿设计

对于B柱牛腿根据吊车梁支承位置，截面尺寸及构造要求，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，h0

1015mm

图7.2 牛腿尺寸简图

7.2.1 牛腿截面高度验算

其中0.65,ftk2.01N/mm2,Fhk0, a=250mm+20mm=270，Ftk按下式确定：

Ftk

Dmax

Q



G3

G

603.5KN60.24KN

480.27KN

1.41.2

603.51.4

60.241.2

481.27kN

1.78/mm400mm1015mm2.01N4001015

(10.5)0.651762.6Ftk0.65692.48kNFvk

a270270Ftk

0.50.5

1015h01015

Fbkftkbh0

2

故牛腿截面高度满足要求

7.2.2 牛腿配筋计算

As

Fva0.85fyh0



[1**********]03052700.850.8530030010151015

m2 782730mmm

2

As=ρminbh=0.002×400×1050=840mm2

按840mm2配筋，选用4

18（As=1017mm2），水平箍筋选用Φ8@100.

31

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h10.9900mm810mm,取h1850mm,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

q2

400

图8.1 柱吊装计算简图

8.1.2 内力计算

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即

q

q2

1



G

q1k1.51.354.0kN/m8.1kN/m

3

G

q2k1.5(0.4m1.0m25kN/m)20.25kN/m

q3

G

q3k1.51.354.69kN/m9.50kN/m

在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：

M1

M

12

12

q1HU

2

12

8.1kN/m3.8m

2

22

52.49kNm

2

2

2

8.1kN/m(3.8m0.6m)RAl3

12

q3l3M

2

2

12

(20.25kN/m8.1kN/m)0.6m73.63kNm

由M

B2

0得:

RA=q3l3

2

1Ml3



12

9.50kN/m9.75m

1

73.63kNm9.75m

38.76kN

M3= RAx-q3x2

2

32

令

dM3dx

RAq3x0得xRA/q338.76kN/9.5kN/m4.08m则下柱

,

段最大弯矩M3为：

M338.76kN4.08m

12

9.50kN/m3.06m

2

2

79.09kNm

柱截面受弯承载力及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hf0.91000mm900mm，取hf950mm，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

2

1000

400

图8.2柱吊装计算简图

33

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载（应考虑动力系数），即

KN/m12.2KN//1.51.351.350.656.0kN/m12.20kNmm q1Gq1k1.5

2

q2Gq2k1.5kN25KN/)K N/m1.51.351.35(0.4(0.4m1.2.15m25/m)m30.442.53kN/m

1.51.351.354.944.96KkN.0kNq3Gq3k1.5N//mm1010.0KN//mm

在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为： M1

M

12

2

1

12222

q1Hu0K2Nm33.8.12.251./2.8mkN888.088m.1KN.m22 12

12.2KN/m(3.8m1.05m)

2

2

2



1

2

(42.53KN/m12.2KN/m)1.05

2

(30.4KN/m12.2KN/m)1.05m153.5kNm

12

q3l3M

2

由MBRAl3

RA

12q3l3

M2l3

2

0得：



153.511160.21KN.m

10K8N.9/m2710.0.25kN 64.21KN

8.9229.45m

M3RAx令

dM3

12

2

q3x

27.25N/10.0KN/m6.42m

2.73m，则下柱段最大弯RAq3x0，得xRA/q3

10dx

矩M3为：

M32.7.252.73

12

102.7331.13kNm

2

柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表8.2

34

九、基础设计

GB 50007—2002《建筑地基基础设计规范》规定，对于6m柱距的单层多跨厂房，其地基承载力特征值100kN/m2fak130kN/m2，吊车起重量，厂房跨度l24m，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。

150~200KN

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，以及外墙自重重力荷载。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9.1。

1800

5100

图9.1 基础荷载示意图

35

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（5.3KN/m3），钢门窗（0.4KN/m2），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

19KN/m0.24m[6m15.00m(5.1m1.8m)3.8m]297.13KN

2

钢门窗 0.K4N/m

2

(5m.11m.8)m3.8

K9N.94

N基础梁 18.7K5

Nwk325.82KN

Nwk

距基础形心的偏心距ew为：

ew(240mm900mm)/2570mm

Nw1.2Nwk1.2325.82KN390.98KN

9.1.2基础尺寸及埋置深度

9.1.2.1 按构造要求拟定高度h

hh1a150mm

柱的插入深度h10.9hc0.9900mm810mm800mm，取h1850mm， 由杯底厚度a1应大于200mm，取a1250mm，则 h=850mm+250mm+50mm=1150mm。

基础顶面标高为-0.500m，故基础埋置深度d为： d=h+0.5m=1.15m+0.7m=1.850m

杯壁厚度t300mm，取325mm，基础边缘高度a2取350mm，台阶高度取400mm。

9.1.2.2 拟定基础底面尺寸 取Abl4m3.6m14.4m2 9.1.2.3 计算基底压力及验算地基承载力

GkmdA20N/m31.851.85mm14.415.2mm2532.8562.4KN20KkNkN

W

16lb

2

1166

63.6mm44mm169.6mm

222233

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

36

承载力，其中1.2fa=1.2×180kN/m2=216kN/m2,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pj,pj,m

ax和pj,min可按式（2.7.3）计算，结果见表9.3。对于第二组内力，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：

37

1008.54b4

a=e0.8141.186m 22

e=

821.36

0.814m

由式（2.7.7）得：

pj,max

2Nb3la



21008.5433.61.186

157.48kN/m

2

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

h0750mm(40mm5mm)705mm

。

因为at2h01200mm2705mm2610mml3600mm，故A按下式 计算，即：

bblab4.01.73.62.6Alth0l0.7053.61.352m

222222

2

2

由式（2.7.10）得：

FlpjAl155.61.352210.37kN

2，因为a12h02610mml3600mm，故取abl2.61m，由式 a11.m

（2.7.11）得：

am1.22.61/21.9m

h=750mm

0.7hpftamh00.71.01.119007051031.41510N1031.415kNFl210.37kN

3

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9.2所示。三组不利内力设计值在柱边及变阶处的地基净反力计算见表2.10.11.其中第1，3组内力产生的基底反力示意图见图9.2，第2组内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组内力产生的pj,I和pj,III 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pj,max0。

38

IIII

IVII

IVII

IIII

Pj,min

Pj,

PjI

PjII

图9.2 变阶处的冲切破坏截面及基础底板配筋计算截面

9.1.4.2 柱边及变阶处弯矩计算

MI



1pj,maxpj,I24

124

2

(bbc)(2llc)

2

2

123.464.00.923.60.4375.71kN/m

MIII

1pj,maxpj,III24

124

2

(bbc)(2llc)

2

2



131.764.00.923.61.2443.17kN/m

39

MII

124

1pj,maxpj,min24

2

(llc)(2bbc)

2

2

95.643.60.424.00.9363.18kN/m

MIV

124

1pj,maxpj,min24

2

(llc)(2bbc)

2

2

95.643.61.224.01.7222.65kN/m

9.1.4.3 配筋计算

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

AsⅠ=MⅠ/0.9h0fy=381.80×10/0.9×(1150-45)×210=1828mm AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=443.17×10/0.9×(750-45)×210=3326mm

（As=3770mm2）

基础底板短边方向钢筋面积为：

AsⅡ=MⅡ/0.9(h0-d)fy=363.18×106/0.9×(1150-45-10)×210=1755mm2 AsⅣ=MⅣ/0.9(h0-d)fy=222.65×106/0.9×(750-45-10)×210=1695mm2 （As=1847mm2）

40

6

2

6

2

基础底板配筋图见图9.3，由于t/h2325mm/400mm0.810.75，所以杯壁不需要配筋。

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，

表9.5 基础设计的不利内力

1800

5100

图9.4 基础荷载示意图

9.2.2 基础尺寸及埋置深度

9.2.2.1 按构造要求拟定高度h

hh1a150mm

柱的插入深度h10.9hc0.91000mm900mm800mm，取h1950mm，由杯底厚度a1应大于250mm，取a1300mm，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t350mm，取400mm，基础边缘高度a2取450mm，台阶高

度取450mm。

9.2.2.2 拟定基础底面尺寸

A

Nk,maxfamd



1380.26kN

120kN/m20kN/m1.8m

2

3

16.4m

2

2

4m64m2420mm 考虑偏心受压，将基础的面积适当放大，取Abl5

9.2.2.3 计算基底压力及验算地基承载力

2

N/mm311.8515.2562.420KkN.7mm20mm680kN KN GkmdA20

W

16

lb

2

1166

64mm45mm1616m.7m

22233

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

22

载力，其中1.2fa=1.2×120kN/m=144kN/m,验算结果见表9.6。可见基础底面尺寸满足要求。

9.2.3 基础高度验算

9.2.3.1 柱边截面

1300mmm1300mmm4545mm1255 h13mh01300m1255mmmm ,

5140.62

Al1.25541.2552.782m

2222

2

FlpjAl97.49KN//mm221.126KN114.7kN.782m109.77319.1kN

2

h=1300mm>800mm,取bp0.965;ft1.1N/mm2，

0.7bpftamh00.7/.mm12551655m1255mm10NFl0.70.9650.9651.11.1N1855m1729.8kNF1543.33l

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 h095045905mm

805mm2960mml故4000mm1400mm229053210mm4000mm 因为at2h0 1350Al按下式计算，即：

lab

Al(h0)l222

b

bt

2

6.m01.84m2.2051543.11m2

)(0.9050.8( 44.18m

222222

2

m)

2

4.23

2

97.49KN/m/mm2479412.3KN 则 FlpjAl114.7kN44.23.18m.4kN

am(1.43.11

m2.255m

2

m

2

0.988 f t ,1.1ftN11N/mm,得： /.mm h=950mm>800mm,取bp0.996;

0.7bpftamh000.701.01.1Nm2005805m1237.8310N.7.9881.1/m2255905mm1552.5mkNFl

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9.5所示。三组不利内力设计值在柱边及变阶处的地基净反力计算见表9.8

I

III

IVII

IVII

I

Pj,min

III

Pj,

PjI

PjII

图9.5 变阶处的冲切破坏截面及基础底板配筋计算截面

9.2.4.2 柱边及变阶处弯矩计算

MI



1pj,maxpj,I24

124

2

97.5kN8

(bbc)(2llc)

2

2

2

kN5m59.5

m/m5m1m24m0.6

/

MIII

1pj,maxpj,III24

124

2

(bbc)(2llc)

2

2

101.kN02m/m5m1.8m2

2

4m1.4kN

m4 05.2

/

MII



1pj,maxpj,min24

124

2

2

(llc)(2bb

c)

2

2

1

kN4m75.3

89.kN7

/mm4m02m5.6m

/

MIV



1pj,maxpj,min24

124

2

2

(llc)(2bbc)

2

2

9.2.4.3 配筋计算

89.7kN/m4m1.4m25m1.8m298.1kN/m

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

AsⅠ=MⅠ/0.9h0fy=559.5×106/0.9×(1300-45)×210=2359mm2 AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=405.2×106/0.9×(950-45)×210=2369mm2

（As=2545mm）

基础底板短边方向钢筋面积为：

62

AsⅡ=MⅡ/0.9(h0-d)fy=475.3×10/0.9×(1300-45-10)×210=2020mm AsⅣ=MⅣ/0.9(h0-d)fy=298.1×106/0.9×(950-45-10)×210=1762mm2 （As=2545mm2）

4500.m8890.810.75325/mm/400m0.75 基础底板配筋图见图9.6，由于t/h2400，所以杯壁不

2

需要配筋。

2

1

A

图9.6 基础底板配筋图