单层工业厂房课程设计计算书

1、精选优质文档-倾情为你奉上单层工业厂房结构课程设计计算书 学号: 学院：水利与建筑 专业：土木工程 班级：1103姓名： 一 设计资料1. 某金工车间，单跨无天窗厂房，厂房跨度L=24m，柱距为6m，车间总长度为120m，中间设一道温度缝，厂房剖面图如图所示：2. 车间内设有两台双钩桥式起重机，吊车起重量为200/50kN。3. 吊车轨顶标高为9.6m。4. 建筑地点：哈尔滨。5. 地基：地基持力层为亚粘性层，地基承载力特征值为fak=180kN/m2。最高地下水位在地表15m。6. 材料：混凝土强度等级为C30，纵向钢筋采用HRB400级，(360N/mm2)箍筋采用HPB235级。(300

2、N/mm2)二. 选用结构形式1. 钢屋盖，采用24米钢桁架，桁架端部高度为1.2m,中央高度为2.4m，屋面坡度为，屋面板采用彩色钢板，厚4mm。2. 预制钢筋混凝土吊车梁和轨道链接采用标准图G325，中间跨DL-9Z，边跨DL-9B，梁高。轨道连接采用标准图集G3253. 预制钢筋混凝土取轨道顶面至吊车梁顶面的距离，故牛腿顶面标高=轨顶标高-=9.6-1.2-0.2=8.2查附录12得，吊车轨顶至吊车顶部的高度为2.7m,考虑屋架下弦至吊车顶部所需空间高度为220mm,故柱顶标高=9.6+2.7+0.22=13.52m，三 柱的各部分尺寸及几何参数上柱 b×h=400mm

3、5;400mm (g1=4.0kN/m) Ai=b×h=1.6×105m2 I1=bh3/12=2.13×109mm4 图1厂房计算简图及柱截面尺寸下柱 bf×h×b×hf=400mm×800mm×100mm×100mm（g2=3.69kN/m） A2=100×400×2+（800-2×100）×100+2×25×150 =1.475×105mm2 I2=5003×100/12+2×(400×1003/12

4、+400×100×3002)+4×（253×150/36+343.752×1/2×100×25）=8.78×1010mm4 n=I1/I2=2.13×109/(8.78×109)=0.248 H1=3.6m；H2=3.6+8.6=12.2m。 =H1/H2=3.6/12.2=0.295四荷载计算 1. 恒荷载（1）屋盖自重 SBS防水层 1.2×0.1=0.12kN/m2 20mm厚水泥砂浆找平层 1.2×0.02×20=0.48kN/m2 大型预应力屋面板（包括灌

5、缝重）1.2×1.4=1.68kN/m2 总1 g1=3.3kN/m2 屋架 1.2×60.5=72.6kN 则作用屋架一段作用于柱顶的自重为：G1=6×9×3.3+0.5×72.6=214.5kN（2）柱自重 上柱： G2=1.2×3.6×4.0=17.28kN 下柱： G3=1.2×8.6×3.69=38.08kN（3）吊车梁及轨道自重：G4=1.2×（30.4+0.8×6）=42.2kN2.屋面活荷载 由荷载规范查得屋面活荷载标准值为0.5kN/m2，因屋面活荷载大于雪荷载0.4

6、kN（50年一遇），故不考虑雪荷载。 Q1=1.4×0.5×6×12=50.4kN3.风荷载 由荷载规范查得齐齐哈尔地区基本风压为 0=0.45kN 风压高度变化系数 （按B类地面粗糙度取）为 柱顶： （按H2=11.5m）z=1.04 檐口处： （按H2=13.8m）z=1.11 屋顶： （按H2=15.4m）z=1.15 风荷载标准值：1k=zs1z0=1.0×0.8×1.04×0.45=0.37kN/m2 2k=zs2z0=1.0×0.5×1.04×0.45=0.23kN/m2 则作用于排架上的风荷

7、载设计值为：q1=1.4×0.37×6=3.15kN/m q2=1.4×0.23×6=1.97kN/m Fw=Q(s1+s2) z0h1+(s3+s4) z0h2×B =1.4×（0.8+0.5）×1.11×0.45×2.3+（-0.6+0.5）×1.15×0.45×1.6×6=11.85kN （屋面坡度为1/8） 风荷载作用下的计算简图如下图： 图2风荷载作用下计算简图4.吊车荷载 由附表16-2查得 Pk，max=180kN； Pk，min=1/2(G+g+Q)

8、- Pk，max=1/2(228+200)-180=46.5kN B=5600mm，K=4400mm 则根据支座反力影响线求出作用于柱上的吊车竖向荷载为： Dmax=c*Q* Pk，max*yi=0.9×1.4×180×（1+0.267+0.8+0.067） =483.99kN Dmin=c*Q* Pk，min*yi=0.9×1.4×46.5×（1+0.267+0.8+0.067） =125.03kN 作用于每一轮子上的吊车横向水平刹车力 Fh1=Q*/4(Q+g)=1.4×0.1/4×（200+77.2）=9.7

9、02kN 则两台吊车作用于排架柱顶上的吊车横向水平荷载为 Fh=c* Fh1*yi=0.9×9.702×（1+0.267+0.8+0.067） =18.63kN五内力计算1恒荷载 （1）屋盖自重作用 因为屋盖自重是对称荷载，排架无侧移，故按柱顶为不动铰支座计算。由厂房计算简图及柱截面尺寸图取用计算截面图 图3 取用计算截面e1=0.05m,e0=0.15m,G1=214.5kN,根据n=0.248，=0.295查表得C1=1.760，C3=1.268，则可得 R=-G1/H2(e1*C1+e0*C3)=-214.5/12.2×(0.05×1.760+0.

10、15×1.268)=-4.97kN() 计算时对弯矩和剪力的符号规定为：弯矩图绘在受拉一边；剪力对杆端而言，顺时针方向为正（ ），剪力图可绘在杆件的任意一侧，但必须注明正负号，亦即取结构力学的符号。这样，由屋盖自重对柱产生的内力如下图： 图4 恒荷载内力图 M=-214.5×0.05+4.97×3.6=7.17kN·m M=-214.5×0.15+4.97×3.6=-14.28kN·m M=-214.5×0.15+4.97×12.2=28.46kN·m N= N=N=214.5kN，V=4.97

11、kN（2）柱及吊车梁自重作用 由于在安装柱子时尚未吊装屋架，此时柱顶之间无连系，没有形成排架，故不产生柱顶反力；因吊车梁自重作用点距离柱外边缘不少于750mm，则内力如下图4所示：M=0，M=M=+42.2×0.50-17.28×0.15=18.51kN·mN=17.28kNN=17.28+42.2=59.48kNN=59.48+35.50=94.98kN2.屋面活荷载作用 因屋面活荷载与屋盖自重对柱的作用点相同，故可将屋盖自重的内力乘以下列系数，即得屋面活荷载内力分布图如图4所示，其轴向压力及剪力为： Q1/G1=50.4/214.5=0.235 N= N= N

12、=50.4kN，V=0.235×4.97=1.168kN3.风荷载作用 为计算方便，可将风荷载分解为对称及反对称两组荷载。在对称荷载作用下，排架无侧移，则可按上端为不动铰支座进行计算；在反对称荷载作用下，横梁内力等于零，则可按单根悬臂柱进行计算。 图5 柱作用正风压图当柱顶作用集中风荷载Fw时，当墙面作用均布风荷载时，查表得C11=0.355，则得 R3= C11·H2·1/2(q1-q2)=0.355×12.2×1/2×(3.15-1.97)=2.56kN 当正风压力作用在A柱时横梁内反力R： R=R1+R3=8.49kN A柱内力

13、图如图6所示，其内力为 M=(Fw-R)x+1/2q1x2 M=M=(11.85-8.49)×3.6+1/2×3.15×3.62=36.07kN·mM=(11.85-8.49)×12.2+1/2×3.15×12.22=275.42kN·mN=N=N=0V=(Fw-R)+q1x=(11.85-8.49)+3.15×12.2=42.14kN图柱作用正风压图柱作用负风压当负风压力作用在柱时（如图所示），其内力为M=-Rx1/2qx2 M=M=-8.49×3.61/2×1.97×3.

14、62=-43.33kN·mM=-8.49×12.21/2×1.97×12.22=-250.19kN·mN=N=N=0V=-R-q2x=-8.49-3.15×12.2=-32.52kN4吊车荷载 (1)当Dmax值作用于A柱 （如图8-a所示） 根据n=0.248，=0.295查表得C3=1.268。吊车轮压与下柱中心线距离按构造要求取e4=0.35m，则得排架柱上端为不动铰支座时的反力值为： R1=-Dmax·e4·C3/H2=-483.99×0.35×1.268/12.2=-25.15kN()

15、 R2=-Dmin·e4·C3/H2=-125.03×0.35×1.268/12.2=6.50kN() 故R=R1+R2=-25.15+6.50=-18.65kN() 再将R值反向作用于排架柱顶，按剪力分配进行计算。由于结构对称，故各柱剪力分配系数相等，即A=B=0.5。（如图8-b所示）各柱的分配剪力为： VA=- VB=AR=0.5×18.65=9.33kN() 最后各柱顶总剪力为： VA= VA-R1=9.33-25.15=-15.82kN() VB = VB-R2=9.33+6.50=-15.83kN() 图8 吊车竖向荷载作用时柱顶剪

16、力 (a)上端为不动铰支座时 (b)柱顶作用R时则A柱的内力为：（如图9-a所示） M=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·mM=-VA·x+Dmax·e4=-56.95+483.99×0.35=185.05kN·mM=-15.82×12.2+483.99×0.5=48.99kN·mN=0kNN=N=483.99kNV=VA=-15.82kN() 图9 吊车竖向荷载对A柱内力图 (a)当Dmax作用于A柱时 (b)当Dmin作用于A柱时 (2)当Dmin值作用于A柱时（如图9-b

17、所示） M=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·mM=-VA·x+Dmin·e4=-56.95+125.03×0.35=5.57kN·mM=-15.82×12.2+125.03×0.35=-130.49kN·mN=0kNN=N=125.03kNV=VA=-15.82kN() (3)当Fh值自左向右作用时() 由于Fh值同向作用在A、B柱上，因此排架的横梁内力为零，则得A柱的内力：（如图10所示） 图10 吊车横向水平作用 （a）吊车横向水平作用于排架 （b）横向水平作用时 M=M

18、=Fhx=18.63×1.0=18.63kNM=18.63×(9+0.6)=178.8kN·mN=N=N=0V=Fh=18.63kN() (4)当Fh值自右向左作用时() 其内力值与当Fh值自左向右作用时相同，但方向相反。六内力组合 单跨排架的A柱与B柱承受荷载的情况相同，故仅对A柱在各种荷载作用下的内力进行组合。表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表，表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合，表3为A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合及准永久组合。 表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表荷载种类恒荷载屋面活荷载风荷载吊车荷载左风右风荷载编号12345678-7.

19、171.6836.07-43.33-56.95-56.9518.63-18.63231.7850.45.981.425.76-30.95-40.68-40.6813.31-13.31193.1536.0-4.23-3.5436.07-43.33 185.055.5718.63-18.63274.950.4483.99125.033.53-2.5325.76-30.95132.183.9913.31-13.31229.0836.0345.7189.31-46.976.69275.42-250.1948.99-130.49178.85-178.85273.9850.4483.99125.034.9

20、71.16842.14-32.52-15.82-15.8218.63-18.6339.144.78194.19-175.9634.99-93.21127.75-127.75228.32360345.7189.314.140.8329.66-23.06-11.3-11.313.31-13.31 注：（1）内力的单位是kN·m，轴力的单位是kN，剪力的单位是kN；（2）表中弯矩和剪力符号对杆端以顺时针为正，轴向力以压为正；（3）表中第1项恒荷载包括屋盖自重、柱自重、吊车梁及轨道自重；（4）组合时第3项与第4项、第5项与第6项、第7项与第八项二者不能同时组合；（5）有Fh作用时候必须有Dm

21、ax或Dmin同时作用。表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合组合荷载组合内力名称-由可变荷载效应控制的组合（简化规则）1+0.9(2+3)1+0.9(3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)32.62277.14220.00710.49505.93754.9346.481+0.9(4+6+8)1+0.9(2+4+6+8)1+0.9(4+6+8)-99.85231.78-49.71432.79-456.61386.51-55.301+0.9(2+4+6+8)1+0.9(2+3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)-98.34277.14216.82755.85505.93754.9346.

22、481+0.9(4+6+8)1+0.9(4+6+8)1+0.9(4+6+8)-99.85231.78-46.52387.43-456.61386.51-55.30注：由永久荷载效应控制的组合：其组合值不是最不利，计算从略。表3 A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合组合荷载组合内力名称-由可变荷载效应控制的组合（简化规则）值：活：0.7；风：0.6；吊车：0.71+3+0.7×21+5+0.6×3+0.7×71+3+0.7(2+5+7)32.72 218.35160.48574.79350.59495.5235.791+4+0.7(6+8)1+4+0.7(2+6+

23、8)1+4+0.7(6+8)-76.89 193.15-35.72316.80-291.49290.84-36.151+3+0.7×21+5+0.6×3+0.7（2+7）1+5+0.6×3+0.7(2+7)32.72 218.35158.71599.99283.42599.2320.351+4+0.7(6+8)1+4+0.7(6+8)1+4+0.7(6+8)-76.89 193.15-33.94291.60-291.49290.84-36.15注：对准永久组合计算，其值要小于标准组合时的相应对应计算值，故在表中从略。七柱子设计 1.上柱配筋计算 从表2中选取两组最

24、不利的内力 M1=-99.85kN·m；N1=231.78kN。 M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN。(1) 先按M1，N1计算l0/h=2×3600/400=18>5,故需要考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算，偏心距为： e0=M1/N1=99.85/231.78=0.431m ea=h/30=400/30=13.33mm20mm，取20mm ei=e0+ea=431+20=451mm 1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(231.78×103)=4.9>1.0 取1=1

25、.0 又l0/h=18>15，故取2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97 =1+12=1+×1.0×0.97=1.199 ei=1.199×451=532.75mm>0.3h0=109.5mm 故按大偏心受压计算 则e=ei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mm b=0.482 N1fcbh0=N/(1fcbh0)=231.78×103/(1.0×14.3×400×365)=0.111<b h0=0.111×365=40.

26、5mm<2as=70mm 不满足 取x=2as=70mm，则 =2as/h0=70/365=0.192 As=As=Ne-1fcbh02(1-0.5)/fy(h0-as)e=ei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mmAs=231.78×103×697.75-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)/360×(365-35)=247.96mm2因As=247.96mm2<minbh=0.002×400×400=320

27、mm2 取As=320mm2配置220（As=628mm2） (2)再按M2，N2计算（M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN） e0=M2/N2=99.34/277.14=0.358m ea=h/30=400/30=13.33mm20mm，取20mm ei= e0+ea=358+20=378mm 1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(277.14×103)=4.1>1.0 取1=1.0 又l0/h=18>15，故取2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.9

28、7 =1+12=1+×1.0×0.97=1.233 ei=1.233×378=466.07mm>0.3h0=109.5mm 故按大偏心受压计算 则e=ei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mm b=0.482 N1fcbh0=N/(1fcbh0)=277.14×103/(1.0×14.3×400×365)=0.133<b h0=0.133×365=48.5mm<2as=70mm 不满足 取x=2as=70mm，则 =2as/h0=70/365=0.192 As=As=Ne

29、-1fcbh02(1-0.5)/fy(h0-as)e=ei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mmAs=277.14×103×631.07-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)/360×(365-35)=358.82mm2因As=358.82mm2>minbh=0.002×400×400=320mm2 取As=358.82mm2配置220（As=628mm2） 综合两组计算结果，最后上柱钢筋截面面积每侧选用(220（A

30、s=628mm2）) 2.下柱配筋计算 从表2中选取两组最不利的内力 M1=-456.61kN·m；N1=386.51kN。 M2=505.93kN·m；N2=754.93kN。(1) 先按M1，N1计算l0/h=8600/800=10.75>5,故需要考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算，其偏心距为： e0=M1/N1=456.61/386.51=1.181m ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm ei= e0+ea=1181+26.67=1207.67mm 1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×

31、105/(386.51×103)=2.73>1.0 取1=1.0又l0/h=10.75<15，故取2=1.0 =1+12=1+×1.0×1.0=1.059 则e=ei+h/2-as=1278.92+800/2-35=1643.92mm 先按大偏心受压计算相对受压区高度x，并假定中和轴通过翼缘，则有，x<hf=112.5mm,b=0.550,x=N/(1fcbf)=386.51×103/(1.0× 14.3×400)=67.57mm<b h0=0.55×765=420.75mm As=As=Ne-1fc

32、bfx(h0-0.5x)/fy(h0-as)=386.51×103×1643.92-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)/360×(765-35)=1342mm2>minA=0.002×1.475×105mm2=295mm2 (2)再按M2，N2计算（M2=505.93kN·m；N2=754.93kN） e0=M2/N2=505.93/754.93=0.670m ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm ei= e0+ea=67

33、0+26.67=696.67mm1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(754.93×103)=1.397>1.0 取1=1.0 2=1.0 =1+12=1+×1.0×1.0=1.102 则e=ei+h/2-as=1.102×696.67+800/2-35=1133mm 先按大偏心受压计算相对受压区高度x，并假定中和轴通过翼缘，则有，x<hf=112.5mm,b=0.550,x=N/(1fcbf)= 754.93×103/(1.0× 14.3×400)=131.

34、98mm> hf=112.5mmx>2as=70mm，按中和轴在腹板内的大偏心受压对称配筋计算。x=N-1fc(bf-b)hf/(1fcb) =754.93×103-1.0×14.3×(400-100)×100/(1.0×14.3×100)=227.92mmAs=As=Ne-1fcbfx(h0-0.5x) - 1fc(bf-b)hf(h0- hf)/fy(h0-as)=754.93×103×1133-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×

35、;67.57)- 14.3×(400-100)×100×(765-100)/360×(765-35)=1093mm2>minA=0.002×1.475×105mm2=295mm2综合两组计算结果，最后上柱钢筋截面面积每侧选用(422（As=1520mm2）)3.柱裂缝宽度验算 (1)上柱 从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算： Mk=76.89kN·m,Nk=193.15kNe0=Mk/Nk=0.398m te=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×

36、;400)=0.00785<0.01,取0.01因为 l0/h=18>14；1=1.0；2=0.97s=1+×1.0×0.97=1.157则e=se0+h/2-as=1.157×398+400/2-35=625mmf=0，z=0.87-0.12(1-f)(h0/e)2h0 =0.87-0.12(1-0)×(365/625)2×365 =303mm按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力 sk=Nk(e-z)/(zAs)=193.15×103(625-303)/(303×628)=326.8N/mm2裂缝间钢筋应变不均

37、匀系数为: =1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.01×326.8)=0.7max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.7×(326.8/)×(1.9×25+0.08×20/0.001) =0.498mm>0.3mm不满足要求，故重新配置钢筋：420（As=1256mm2）则te=0.0157；sk=163.42N/mm2=1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.01

38、×163.42)=0.591故max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.591×(163.8/)×(1.9×25+0.08×20/0.001) =0.21mm<0.3mm满足要求。 (2)下柱 从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算： Mk=350.59kN·m,Nk=495.52kNe0=Mk/Nk=0.708m te=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.0238因为 l0/h=10

39、.75<14；1=1.0；s=1.0则e=se0+h/2-as=1.0×708+400/2-35=1073mmf=(bf-b)hf/(bh0)=(400-100)×112.5/(100×765)=0.441z=0.87-0.12(1-f)(h0/e)2h0 =0.87-0.12(1-0.441)×(765/1073)2×765 =639.5mm按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力 sk=Nk(e-z)/(zAs)=×(1073-639.5)/(639.5×1520)=354.78N/mm2裂缝间钢筋应变不均匀系数为:

40、=1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.0206×354.78)=0.917max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.917×(354.78/)×(1.9×25+0.08×22/0.0206) =0.287mm<0.3mm满足要求。4.运输、吊装阶段验算 (1)荷载计算 上柱矩形截面面积 0.16m2 下柱矩形截面面积 0.32m2 下柱工字形截面面积 0.1475m2 上柱线荷载 q3=0.16×25=4kN/

41、m 下柱平均线荷载 q1=0.32×(0.6+1.5)+0.1475×6×25/8.1=4.8kN/m 牛腿部分线荷载q2=0.24+0.4×(0.25×0.3+0.5×0.25×0.3)/0.5/25 =10.25kN/m(2)弯矩计算 l1=0.6+6+1.5=8.1ml2=0.5m；l3=3.6m则： MC=-0.5×4×3.62=25.92kN·m MB=-4×3.6×(0.5+0.5×3.6)-0.5×10.25×0.52=-33.28

42、kN·m求AB跨最大弯矩，先求反力RA： MB=0 RA=(0.5×4.8×8.12-33.28)/8.1=15.33kN令V=RA-q1X=0；X=RA/q1=15.33/4.8=3.19m则AB跨最大弯矩为： MAB=15.33×3.19-0.5×4.8×3.192=24.48kN故最不利截面为B及C截面(3)配筋验算 对B截面 荷载分享系数为1.2，动力系数为1.5，对一般建筑物，构件的重要性系数取0=0.9，则其弯矩设计值为 MB=-1.2×1.5×0.9×33.28=-53.91kN·

43、m 受拉钢筋截面面积：（为偏于安全，下柱取工形截面计算） s=M/(1fcbh02)=/(1.0×14.3×200×3652)=0.1415 查表得 s=0.928 As= M/(fysh0)=/(360×0.928×365)=422mm2 下柱原配受拉钢筋422（As=1520mm2），故安全 对C截面 其弯矩设计值为：MB=-1.2×1.5×0.9×25.92=-41.99kN·m 受拉钢筋截面面积 s=M/(1fcbh02)=/(1.0×14.3×400×3652)=0

44、.055 查表得 s=0.972 As= M/(fysh0)=/(360×0.972×365)=329mm2 下柱原配受拉钢筋420（As=1256mm2），故安全(4)裂缝宽度验算 对B截面 te=As/(0.5bh)=1520/(0.5×400×200)=0.038 MBk=-1.5×33.28=-49.92kN·m sk=Mk/(0.87Ash0)=/(0.87×1520×365)=103.4N/mm2 =1.1-0.65ftk/(te·sk)=1.1-0.65×2.01/(0.038&#

45、215;103.4)=0.758 max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.758×(103.4/)×(1.9×25+0.08×22/0.038) =0.077mm<0.3mm 故满足要求 对C截面 te=As/(0.5bh)=1256/(0.5×400×200)=0.0314 MBk=-1.5×25.92=-38.88kN·m sk=Mk/(0.87Ash0)=/(0.87×1256×365)=97.48N/mm2 =1.1-0

46、.65ftk/(te·sk)=1.1-0.65×2.01/(0.0314×97.48)=0.673 max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.673×(103.4/)×(1.9×25+0.08×20/0.0314) =0.054mm<0.3mm 故满足要求综上所述，既可以采用平吊，也可以采用翻身吊，建议采用翻身吊。 5.柱的牛腿设计(1)荷载计算 Dkmax=0.9×180×(1+0.207+0.8+0.06)=336.0kN G4=30.

47、4+0.8×6=35.2kN共计 371.2kN(2)截面尺寸验算 h1=250mm, h=500mm, C=350mm, 则h0=500-35=465mm， a=750-800=-50mm，ftk=2.01N/mm2，Fhk=0,=0.80。 (1-0.5Fhk/Fvk)ftkbh0/(0.5+a/h0)=0.8×2.01×400×465/(0.5-50/465) =762kN>Fvk=371.2kN <450,故满足要求。(3)配筋计算 纵筋截面面积Fv=1.2×35.2+1.4×336.0=513kN As=50&#

48、215;513×103/(0.85×300×465)=216mm2 <minbh=0.002×350×500=280mm2 选用416（As=402mm2） 箍筋选用8100mm（28，Ash=101mm2），则在上部2/3h0处实配箍筋截面面积为 Ash=101/100×2/3×402=271mm2>1/2As=1/2×402=201mm2 满足要求 a/h0=50/465=0.11<0.3，故不需设置弯起钢筋。八基础设计 1.荷载 按地基规范规定，对地基承载力特征值为160-200kN/m2，

49、单跨厂房的跨度l30m，吊车起重量不超过30-50t的丙级建筑物，设计时可不做地基变形验算。当地基按承载力确定基础底面面积时，应按荷载效应标准值进行计算。这样，可从表3中选取以下两组控制内力进行基础底面计算： M1k=350.59kN·m；N1k=495.52kN；V1k=35.79kN M2k=291.49kN·m；N2k=290.84kN；V1k=-36.15kN 初步估算基础底面尺寸为: A=l·b=2.4×3.6=8.64m2,W=1/6×2.4×3.62=5.184m3，取基础高度为1.1m，基础埋深为1.7m，则基础自重和

50、土重为：(取基础与土的平均自重为20kN/m3) Gk=m·lb·H=20×2.4×3.6×1.7=294kN 由基础梁传至基础顶面的外墙重： Gwk=12.2×6.0-4.8×(4.8+2.0)+2.2×6×0.37×19=378kN 2.地基承载力验算 d=1.6，取基础底面以上土的平均自重m=20kN/m3，则 fa=180+1.6×20×(1.7-0.5)=218.4kN/m2 (1) 按第一组荷载验算，其基础底面荷载效应标准值为 Mbot,1k=M1k+V1k

51、83;h+Gwk·ew =350.59+35.79×1.1-378×(0.37/2+0.8/2) =168.83kN Nbot,1k=N1k+Gk+Gwk=495.52+299+378=1167.52kN p1k,max =Nbot,1k/(l·b)±Mbot,1k/W p1k,min =1167.52/(2.4×3.6)±168.83/5.184=135.13±32.57 167.7kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2 = 102.56kN/m2 pk=1/2

52、5;(167.7+102.56)=135.13kN/m2<fa=218.4kN/m2 (2)按第二组荷载验算，其基础底面荷载效应标准值为 Mbot,2k=M2k+V2k·h+Gwk·ew =-291.49-36.15×1.1-378×(0.37/2+0.8/2) =-552.39kN Nbot,2k=N2k+Gk+Gwk=290.84+294+378=962.84kN p2k,max =Nbot,2k/(l·b)±Mbot,2k/W p2k,min =552.39/(2.4×3.6)±962.84/5.184=111.44±106.56 218.2kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2 = 4.88kN/m2pk=1/2×(218+4.88)=109.1kN/m2<fa=218.4kN/m2 故满足要求。 3.基础抗冲切验算 从表2中取用第一组荷载效应设计值，（其产生的pmax较大者）进行抗冲切验算，M1=-456.61kN·m，N1=386.51kN，V1=-55.3kN 其基础底面的相应荷载效应设计值为： 基础自重（不考虑） 外墙传至基础顶面重 Mbot,1=M1+V·h+