单层工业厂房课程设计1

《单层工业厂房结构设计》

目 录

一、设计方案和主要结构构件选用............................................... 2 二、计算简图及柱截面尺寸确定 .................................................. 5 三、荷载标准值计算 ...................................................................... 7 四、排架内力分析 ........................................................................ 11 五、内力组合 ................................................................................ 20 六、柱截面设计 ............................................................................ 26 七、牛腿设计 ................................................................................ 30 八、柱的吊装验算 ........................................................................ 33 九、基础设计 ................................................................................ 36

一、设计方案和主要结构构件选用

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18+24米，长度为108米，轨顶标高为12.0米，厂房设有天窗，采用两台30t/5t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厚双面清水墙，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0.70KN/m2。

地质条件：自然地坪下0.5m内为填土，填土下层4m内为中砂（承载力设计值为250 kN/m2）；底下水位-4.5，无腐蚀性。

1.3 厂房平面图和剖面图

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27KN。

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132.5KN/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45N/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：纵筋Ⅲ级，箍筋I级。 1.5.2 基础

混凝土：采用C20；

钢筋：采用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

q0.4kN/m2

1.7 相关建筑材料的基本数据

3

kN/m 钢筋混凝土容重 25 3kN/m 水泥砂浆容重 20

3

kN/m 石灰水泥混合砂浆容重 19

240厚双面清水墙 4.56 kN/m2

钢门窗自重 0.45 kN/m2 聚氨酯防水层自重 0.30kN/m2 找平层自重 0.40kN

/m2

图1.1 建筑剖面图

二、计算简图及柱截面尺寸确定

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

H9100

400mm=b(可以）对下柱截面宽度l

2222

H9100

758mmh900mm(可以) 对于下柱截面高度，有吊车时l

1212

1.5H1.512.9103

774mmh900mm(可以) 无吊车时2525

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、荷载标准值计算

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

4N/m20m厚1：3水泥砂浆找平层 0.k 24N/m预应力混凝土屋面板（包括灌缝） 1.k

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

hu40015015050mm 22

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0.4 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0.461240.32kN

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)h14)z(3sshz2]w1.4[(0.8+0.4)1.120+(0.6+0.5+0.6+0.2)=55.97KN

z0



(14.)3-11.21.642)m(+1(5-.09.92-+104..43)m

1.2490(109..5856K-21N5/.m99)6m.0]m1.

3.4 吊车荷载

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

DPminPD60

min

max603.5179.3KN max202

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)1 4

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

y

i

1.46.932.13420.7KN

其作用点到柱顶的距离

y=Huhe3.81.22.6m,y/Hu2.60.684 3.8

四、排架内力分析

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：

1G1313.44KN 2G3G4A78.48KN

3G5A53.18KN 42G1652.32KN

5G4B2G3147.84KN 6G5B53.94KN

M11e1=313.440.05=15.672kNm

M21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：

1112(1)10.2952(1)33C12.122 112213(1)10.2953(1)n0.109

312310.2952

C31.132 213(11)210.2953(11)n0.109

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C1M1MC228.27kN HH

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=40.32KN，它在柱顶及变阶处引引起

的力矩为：

M1A40.320.052.016kNm

M2A40.320.2510.08kNm

M1B40.320.156.045kNm

对A柱，C1=2.122，C3=1.132

RAM1AM2.0162.12210.61.132C12AC31.26kN HH12.9

对B柱，C1=1.721

M1B6.0451.721C10.806kN H12.9

则排架柱顶不动铰支座总反力为： RB

RRARB1.260.8062.066kN

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1.260.2862.0660.669kN

VBRBBR0.8060.4282.0660.078kN

VC

CR0.2862.0660.590kN

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：Mmax,kDmax,ke3603.50.3181.05kNm

B柱：Mmin,kDmin,ke3179.30.75134.48kNm

M181.05KN.m1.13215.89KN 对A柱C31.132 RAAC3H12.9m

312

1.285 对B柱C3213(1)n

M134.K45Nm.1.28513K.4N0 RBBC( 3H12.m9

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15.18KN)

VB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

MA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MA53.78KN.mC31.1324.72KN( ) H12.9m

M452.63KN.mRBBC31.28545.09KN( ) H12.9m

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16.27KN( )

VB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 Dmax作用B柱左时排架内力图 图4.5

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4.6 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。

Dmax作用C柱时排架内力图 图4.7

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5.23kN

VB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

11[14(1)][10.2874(1)]33C110.329 31181(1)]8[10.2873(1)]0.109

RAq1HC113.9412.90.32916.72KN

RC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6.46kN

VC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、内力组合

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。

注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

21

注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

22

23

注：M单位(kNm)，N单位kN，V单位kN。

24

25

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 2. l02.0Hu(上柱） ，l01.0Hl,不考虑吊车荷载时，l01.5H。 3. .[1

l1

(0)212],对于单厂为有侧移结构

1400ei/h0h

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

l0760019 b400

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109mm4A1.875105mm2

Il19.538109 i322.804mm

A1.875105

l0910028,则1.0i322.804

Nu(fcAc2fyAs)1.0(14.31.875105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=1140mm2,下柱As=1900mm2,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。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：

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

0.5fcA0.514.3N/mm2400mm600mm1===2.453>1.0

N699600N

取1=1.0.

l7600mm2=1.150.010=1.150.01=1.0231.0221.0h600mm,取

176002l0

1()1.01.0 ==112

i345600h14001400h0560

1

2

=1.186

=

699600N

0.218 =

1fcbh01.014.3400560



2a'sh0



80mm

0.143

560mm

ei1.41354.7mm500.13mm0.3h0168mm，NbN627.89KN

取x=2as'进行计算

600

eih/2a's1.41 1.18634540149.2mm

2

80x

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

2)2131.91/62789078011.9400698mmAsA's1151mm2

''

300(56040)40)fy(h0as)300(560

选

20 As=942mm2 则

As

4006000.390.2，满足要求 (bh)

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'yA's)0.911.9/mm400mm0.91.001.0((14.3N400600mm3006007632)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 Eo1437.6

0.5fcA0.514.3[10010002(400100)150]

1=0.945 N1.437600

=1

11400

i

ho

(

ho2191002

)121()1.00.9451.108

h10001400960

ei=1.108497550.7mm0.3ho288mm

故为大偏心受压。 x=

N1fc(bf

'

b)hf

'

1fcb

14376001.014.3(400100)150

555.3mm =1.014.3100

h1000

eeias550.7101010.7mm

22

1'x''

Ne1fc(bfb)hf(hohf)1fcbx(ho)'AsAs=fy(hoas)14376001010.71.014.3(400100)150(960

150555.3)1.014.31000555.3(960)300(96040)

=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。

图7.1 牛腿尺寸简图

7.1.1 牛腿截面高度验算

2

=0.65, ftk2.01N/mm，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

则：

Dmax,k

Q



G4k

G



54360.24

438.06kN 1.41.2

(10.5

Fhkftkbh02.01400565

)0.65590.54kNFvk

aFvk0.50.5

h0

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。

2

Abh0.002400mm600mm480mmsmin根据构造要求，，实际纵向钢筋

2

(A804mm) s取4Ф16

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：

60.24

FVKDmax,kG4k603.5653.7kN

1.2故局部压应力sk满足要求。

31

FVK653700

4.09N/mm20.75fc10.73N/mm2 A400400

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

603.560.24481.27kN1.41.2

Fbkftkbh01.78N/mm400mm1015mm2.0140021015

(10.5)0.650.65692.48kNFvk1762.6Ftk

270270Ftk0.50.5

h010151015

故牛腿截面高度满足要求

7.2.2 牛腿配筋计算

As

Fva699600[1**********]0

782730mm22 mm

0.8530030010150.85fyh00.851015

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.

32

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。

2

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

1

Gq1k1.51.354.0kN/m8.1kN/m

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

q3Gq3k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：

112

M1q1HU8.1kN/m3.82m252.49kNm

22

11

M28.1kN/m(3.8m0.6m)2(20.25kN/m8.1kN/m)0.62m273.63kNm

22

1

由MBRAl3q3l32M20得:

2

M1173.63kNm

RA=q3l329.50kN/m9.75m38.76kN

2l329.75m

1

M3= RAx-q3x2

2

33

令

dM3

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

,dx

段最大弯矩M3为：

1

9.50kN/m3.062m279.09kNm 2

柱截面受弯承载力及裂缝宽度验算过程见表8.1

M338.76kN4.08m

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。

2

图8.2柱吊装计算简图

34

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/m12.2KNm1.51.351.350.656.0kN/m12.20kN//m q1Gq1k1.5 q2Gq2k1.5 /m1.51.35(0.4(0.41.2.15m25/m2/)m30.4kN/m1.35mkN25KN)42.53KN

1.51.351.354.944.96KNkN//m.0kNm q3Gq3k1.5m1010.0KN//m

在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为：

112

KNm233.8.12.2512./2.82mkN888.088m.1KN.m M1q1Hu20

22 11

M212.2KN/m(3.8m1.05m)2(42.53KN/m12.2KN/m)1.052

2 2

1

(30.4KN/m12.2KN/m)1.052m2153.5kNm2

1

由MBRAl3q3l32M20得：

2

153.5M111160.21KN.m

108.9/27RAq3l3210.0KNm.25kN 64.21KN

8.92l3229.45m1

M3RAxq3x2

2

27.25/10.0KN/m6.42mdM3

2.73m，则下柱段最大弯RAq3x0，得xRA/q3令

10dx

矩M3为：

1

M32.7.252.73102.732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

35

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

150~200KN，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。

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

36

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/m20.24m[6m15.00m(5.1m1.8m)3.8m]297.13KN

2

钢门窗 0.4KN/m

(5.m11.m8)m3.8

N94 K9.

KN5基础梁 18.7

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

2

GkmdA20KN1.851.85mm14.415.2m532.8562.4KN20kN/m3mkN

111222

63.6m424m169.6Wlb2mmm3m3 666

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

37

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,max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：

38

821.36

0.814m

1008.54b4

a=e0.8141.186m 22

e=

由式（2.7.7）得：

2Nb21008.54157.48kN/m2 3la33.61.186

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

pj,max

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

222222由式（2.7.10）得：

22

FlpjAl155.61.352210.37kN

a11.2m，因为a12h02610mml3600mm，故取abl2.61m，由式（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103N1031.415kNFl210.37kN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。

39

IIII

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

M1pj,maxpj,I

I242(bb2c)(2llc)



124123.464.00.92

23.60.4375.71kN/m

Mpj,maxpj,III

III

1242

(bb2c)(2llc)

124

131.764.00.92

23.61.2443.17kN/m

40

IV

MII

1pj,maxpj,min

(llc)2(2bbc)

242

12

95.643.60.424.00.9363.18kN/m24

MIV

1pj,maxpj,min(llc)2(2bbc)242

9.1.4.3 配筋计算

12

95.643.61.224.01.7222.65kN/m24

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=381.80×106/0.9×(1150-45)×210=1828mm2 AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=443.17×106/0.9×(750-45)×210=3326mm2

（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）

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，

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

16.4m2 23

120kN/m20kN/m1.8m

20m2 4m46m24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

KNm311.85m15.2562.420kN/m.7m20m2m680kN KN GkmdA20

111223

64m4522mm16.7m3 m16m Wlb2666

基底压力按式（2.7.3）计算，结果见表9.6；按式（2.7.8）验算地基承载力，其中1.2fa=1.2×120kN/m2=144kN/m2,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

1300mmmmh013001300mmmm4545mm1255 h1301255mmmm ,

5140.6Al1.25541.2552.782m2

2222

2

114.7kN.782m319.1kNFlpjAl97.49KN//mm21.126m2109.77KN

2

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

0.70.9650.9651.11.118551729.8kNF1543.330.7bpftamh00.7N/.mm12551655mm1255mm10NFll

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

1350805mm2960mml故4000mm1400mm229053210mm4000mm 因为at2h0Al按下式计算，即： labb

lb Al(th0)

222

2

6.m01.8m4m2.2051543.112

)(0.9050.8( 44.18m

22222

2

m)

2

4.23

22

.7kN/m44.23.18m.4kN则 FlpjAl114 97.49KN/mm479412.3KN

1.43.11

2.255 am(mm2

m

0.988 f t  h=950mm>800mm,取bp0.996;,1.1ftN/mm2,得： N1/.1mm

.7.9881.1/22559051552.5kNFl 0.7bpftamh000.701.01.1Nmm2005mm805mm1237.8310N

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

IIII

IVII

IVIIII

Pj,min

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,I

(bbc)2(2llc)

242

12

97.58kN/m25m1m24m0.6m559.5kN/m24

MIII

1pj,maxpj,III

(bbc)2(2llc)

242

12

101.02kN/m25m1.8m24m1.4m405.2kN/m 24



MII



1pj,maxpj,min

(llc)2(2bbc)

242 1

89.kN724

2/mm4

m02m5.6m1

2

kN4m75.3

/

MIV



1pj,maxpj,min

(llc)2(2bbc)

242

12

89.7kN/m24m1.4m25m1.8m298.1kN/m24

9.2.4.3 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=559.5×106/0.9×(1300-45)×210=2359mm2 AsⅢ=MⅢ/0.9h0fy=405.2×106/0.9×(950-45)×210=2369mm2

（As=2545mm2）

基础底板短边方向钢筋面积为：

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

4500.mm8890.810.75 基础底板配筋图见图9.6，由于t/h2400，所以杯壁不325/mm/4000.75

需要配筋。

2

A

图9.6 基础底板配筋图