单层工业厂房设计

学院：建筑工程学院 专业：土木工程

班级：土091 姓名：刘紫微 学号：099044292 1

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混凝土结构课程设计

目录

1 排架结构计算 .................................................................................. 3 １．１ 计算简图及柱的计算参数 .............................................. 3 １．２荷载计算 ............................................................................ 3 １．３ 内力分析 .......................................................................... 6 2.排架柱的设计 ................................................................................. 17 ２．１ A(C)柱 ............................................................................ 17 ２．２ B柱 ................................................................................. 29

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2.2 排架结构计算

2.2.1 计算简图及柱的计算参数

⑴计算简图

见图2-6.

图2-6 排架柱计算简图及工字形截面尺寸

⑵柱的计算参数

根据柱子的截面尺寸，可列出计算参数如下表2-2..

表2-2 柱的计算参数 柱号 A、C B 计算参数 上柱 下柱 上柱 下柱 截面尺寸（mm） □400×400 I400×800×100×150 □400×600 I400×800×100×150 面积（mm2） 惯性矩（mm4） 自重（kN/m） 1.6×10 552.13×10 994.0 4.44 6.0 4.44 1.775×10 14.4×10 2.4×10 557.2×10 991.775×10 14.4×10 2.2.2 荷载计算

⑴永久荷载

①屋盖自重

2

预应力混凝土大型屋面板 1.2×1.4=1.68KN/m

2

20mm水泥砂浆找平层 1.2×20×0.02=0.48KN/m

2

一毡二油隔气层 1.2×0.05=0.06KN/m

2

100mm水泥珍珠岩制品保温层 1.2×4×0.1=0.48KN/m

2

20mm水泥砂浆找平层 1.2×20×0.02=0.48KN/m

2

SBSIV改性油毡 1.2×0.35=0.42KN/m

2

Σg=3.60KN/m 天沟板 1.2×2.02×6=14.54KN 天窗端壁 1.2×57=68.4KN 屋架自重 1.2×106=127.20KN 则作用于柱顶的屋盖结构自重：

G1=3.60×6×24/2+14.54+68.4+127.20/2=405.74kN

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e1=hu/2-150=400/2-150=50mm ②柱自重

A、 C轴上柱：G2A=G2C=γGgkHu=1.2×4.0×4.1=19.68kN. e2A=e2C=

hlhu800400=200mm 2222下柱：G3A=G3C=γGgkHu=1.2×4.44×9.05×1.1=53.04kN(考虑下柱仍有部分400mm×800mm的

矩形截面而乘的增大的系数1.1). e3A=e3C=0

B轴上柱：G2B =1.2×6.0×4.1=29.52kN. e2B=0

下柱：G3B= 1.2×4.44×9.05×1.1=53.04kN e3B=0

③吊车梁及轨道自重

G4=1.2×（40.8+1.0×6.0）=56.16kN. 各项永久荷载及其作用位置见图2-7.

⑵屋面活荷载

2

由«荷载规范»查得屋面活荷载标准值为0.7KN/m（因屋面活活荷载大于雪荷载，故不考虑雪荷载）.

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Q=1.4×(0.5+0.2)×6×12=70.56kN

活荷载作用位置于屋盖自重作用位置相同，如图2-7括号所示. ⑶吊车荷载

吊车计算参数见表2-3，并将吊车吨位换算为kN.

表2-3 跨度起重量跨度最大轮压（m） Q(kN) Lk(m) Pmax(kN) 24 200/50 22.5 202 150/30 22.5 176 最小轮压Pmin(kN) 60 55 大车轮距K(m) 4.4 4.4 吊车最大宽度B(m) 5.6 5.66 吊车总小车重重G(kN) g(kN) 324 312 77 73 轨顶至吊顶距离H(m) 2.136 2.047 根据B与K，算得吊车梁支座反力影响线中各轮压对应点的坐标值如图2-8所示，依据该图求得作用于柱上的吊车竖向荷载.

图2-8

①吊车竖向荷载

Dmax=γQPk,maxΣyi=1.4×[202×(1+0.267)+176×(0.8+0.067)]=571.94kN Dmin=γQPk,minΣyi=1.4×[60×(1+0.267)+55×(0.8+0.067)]=173.19kN ②吊车横向水平刹车力

1）当吊车起重量在Q=150∽500kN时，α=0.10 T200=Q440.1T150=QQg1.415073=7.8kN

44Qg1.40.120077=9.7kN

2）当一台20/5t,一台15/3t吊车同时作用时，

Tmax=TΣyi=9.7×(1+0.267)+7.8×(0.8+0.067)=19.05kN 当一台20/5t吊车作用时，

Tmax=TΣyi=9.7×(1+0.267)=12.29kN ⑷风荷载

2

由设计资料该地区基本风压为ω0=0.50KN/m，按B类地面粗糙度，从«荷载规范»查得风

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压高度变化系数z为：

柱顶标高H=12.3m,查得z=1.064， 天窗檐口标高18.91m，查得z=1.226， 风荷载标准值为：

ω1=s1zω0=0.8×1.064×0.50=0.43kPa. ω2=s2zω0=0.4×1.064×0.50=0.26kPa.

则作用在排架计算简图的风荷载设计值为：

q1Q1B1.40.436=3.61kN/m q2Q2B1.40.266=2.18kN/m

Fw=γQ(1.3h1+0.4h2+1.2h3) zω0B

=1.4×(1.3×2.3+0.4×1.19+1.2×2.67)×1.226×0.50×6.0=34.35kN

风荷载作用下的计算简图如图2-9所示.

图2-9风荷载体型系数图2-9风荷载计算简图

2.2.3 内力分析

⑴剪力分配系数μ的计算 A、 C轴柱：

I12.133109H14.1n0.1480.315 ,

I214.4109H213.0C0332.54 331(1/n1)10.315(1/0.1481) 6

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333H2H21099H20.02710则AC

EI2C0E14.42.54EB轴柱：

I1H17.21094.1n0.5，0.315，

I214.4109H213.0C0332.91， 331(1/n1)10.315(1/0.51)333H2H21099H20.02410则B

EI2C0E14.42.91E各柱的剪力分配系数：

1E10930.027H2ACA032

12E1E0.027109H30.024109H3i221B1AC10.320.320.36

⑵永久荷载

①屋盖自重作用

将图2-7屋盖自重荷载简化为图2-10（a）. 其中G1A=G1C=G1=405.74kN, G1B=2G1=811.48kN M1A=M1C=G1e1=405.74×0.05=20.29kN﹒m, M2A=M2C=G1e2=405.74×0.2=81.15kN﹒m

由于图2-10（a）所示排架的计算简图为对称结构，在对称荷载作用下排架无侧移，各柱可按上端为不动铰支座计算，故中柱无弯矩. 由A、C柱：n=0.148，λ=0.315，

1.5[12(11/n)]2.03， 查表或计算得C131(1/n1)R1C1M120.292.033.17kN() H213.01.5[12(11/n)]1.15， 查表或计算得，C331(1/n1)R2C3M281.151.157.19kN() H213.0则RA=R1+R2=3.17+7.19=10.36kN(→),RC=-RA=-10.36kN(←) 在R与M、M共同作用下，可以作出排架的弯矩图、轴力图及柱底剪力图，如图2-10（b）、

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（c）所示.

图2-10

B柱：n=0.5,λ=0.315,查得C1=1.60,C3=1.31 ②柱及吊车梁自重作用

由于在安装柱子时尚未吊装屋架，此时柱顶之间无联系，没有形成排架，故不产生柱顶反力，则按悬臂柱分析其内力.计算简图如图2-11（a）所示. A柱：

M2A=G2Ae2=19.68×0.2=3.94kN﹒m,G3A=53.04kN,G4A=56.16kN, M4A=G4Ae=56.16×0.3=16.85kN﹒m. B柱：

G2B=29.52kN,G3B=53.04kN, G4B=56.16kN,

排架各柱的弯矩图、轴力图如图2-11（b）、（c）所示.

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图2-11

⑶屋面活荷载作用

①AB跨作用有屋面活荷载

由屋架传至柱顶的压力为Q=70.56kN，由它在A、B柱柱顶及变阶处引起的弯矩分别为： M1A=Q1e=70.56×0.05=3.53kN﹒m, M2A=Q1e=70.56×0.2=14.11kN﹒m, M3A=Q1e=70.56×0.15=10.58kN﹒m,

计算简图如图2-12（a）所示. 计算不动铰支座反力 A柱：

由前知C1=2.03，C3=1.15，

R1AC1M1A3.532.030.55kN() H213.0M2A14.111.151.25kN() H213.0R2AC3则RA=R1A+R2A=0.55+1.25=1.8kN(→)

B柱：

由前知C1=1.60,

RBC1

M1B10.581.601.3kN() H213.09

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则排架柱顶不动铰支座总反力为： R=RA+RB=1.8+1.3=3.1kN(→)

将R反作用于排架柱顶，按分配系数求得排架各柱顶剪力（μA=μB=0.32,μC=0.36） VA=RA-μA R=1.8-0.32×3.1=0.81kN(→) VB=RB-μB R=1.3-0.36×3.1=0.18kN(→) VC=RC-μC R=0-0.32×3.1=-0.99kN(←)

排架各柱的弯矩图、轴力图如图2-12（b）、（c）所示.

图2-12

②BC跨作用有屋面活荷载

由于结构对称，故只需将AB跨作用有屋面活荷载情况的A柱与C柱的内力对换并将内力变号即可，其排架各柱内力见图2-13.

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图2-13⑷吊车荷载作用（不考虑厂房整体空间工作） ①Dmax作用于A柱

由前，Dmax=571.94kN(Dmin=173.19kN),由吊车竖向荷载、在柱中引起的弯矩为： MA= Dmax ﹒e=571.94×0.3=171.58kN﹒m, MB= Dmin ﹒e=173.19×0.75=129.89kN﹒m,

计算简图如图2-14（a）所示. 计算不动铰支座反力

A柱：n=0.148,λ=0.315,查表得C3=1.15， B柱：n=0.5,λ=0.315,查表得C3=1.31，

RAC3MA171.581.1515.58kN() H213.0RBC3MB129.891.3113.09kN() H213.0则不动铰支座总反力为：

R=RA+RB=-15.58+13.09=-2.09kN(→)

将R反作用于排架柱顶，按分配系数求得排架各柱顶剪力（μA=μB=0.32,μC=0.36） VA=RA-μA R=-15.18+0.32×2.09=-14.51kN(←) VB=RB-μB R=13.09+0.36×2.09=13.84kN(→) VC=RC-μC R=0+0.32×2.09=0.67kN(→)

排架各柱的弯矩图、轴力图如图2-14（b）、（c）所示.

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图图图2-14

②Dmax作用于B柱左

由吊车竖向荷载，Dmax=571.94kN(Dmin=173.19kN),在柱中引起的弯矩为： MA= Dmax ﹒e=571.94×0.75=428.96kN﹒m, MB= Dmin ﹒e=173.19×0.30=51.96kN﹒m,

计算简图如图2-14（a）所示. 计算不动铰支座反力

A柱：n=0.148,λ=0.315,查表得C3=1.15， B柱：n=0.5,λ=0.315,查表得C3=1.31，

RAC3MA51.961.154.60kN() H213.0RBC3MB428.961.3143.23kN() H213.0则不动铰支座总反力为：

R=RA+RB=-4.60+43.23=38.63kN(→)

将R反作用于排架柱顶，按分配系数求得排架各柱顶剪力（μA=μB=0.32,μC=0.36） VA=RA-μA R=-4.60-0.32×38.63=-16.96kN(←) VB=RB-μB R=42.23-0.36×38.63=28.32kN(→) VC=RC-μC R=0-0.32×38.63=-12.36kN(←)

排架各柱的弯矩图、轴力图如图2-15（b）、（c）所示.

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图图图2-15

③Dmax作用于B柱右

根据结构的对称性，其内力计算同“Dmax作用于B柱左”情况，只需将A、C柱内力对换一下，并全部改变弯矩及剪力符号即可，其结果如图2-16所示.

图图图2-16④Dmax作用于C柱

同理，将“Dmax作用于A柱”情况的A、C柱内力对换，并注意改变符号，得出各柱的内

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力，如图2-17所示.

图图2-17⑤：AB跨的二台吊车刹车

计算简图如图2-18（a）所示. A柱： 由

图

y2.90.707及n=0.148,λ=0.315,查表y=0.7Hu得C5=0.563, 查表y=0.8Hu得Hu4.1C5=0.550,内插后得C5=0.562

RA=-Tmax﹒C5=-19.05×0.562=-10.71kN(←)

B柱： 由

y2.90.707及n=0.5,λ=0.315,查表y=0.7Hu得C5=0.658, 查表y=0.8Hu得Hu4.1C5=0.613,内插后得C5=0.655

RB=-Tmax﹒C5=-19.05×0.655=-12.48kN(←) 则R=RA+RB=-10.71-12.48=-23.19kN(←)

排架各柱的内力如图2-18（b）所示.

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图图2-18⑥：BC跨的二台吊车刹车

根据结构的对称性，内力计算同“AB跨的二台吊车刹车”情况，仅需将A柱和C柱的内力对换.

排架各柱的内力如图2-19（b）所示.

图图2-19⑦：AB跨与BC跨各有一台200/50kN吊车同时刹车时，计算简图如图2-20（a）所示. A柱：

同前C5=0.562，

RA=-Tmax﹒C5=-12.29×0.562=-6.91kN(←) B柱：

同前C5=0.655，

RB=-Tmax﹒C5=-12.29×0.655×2=-16.10kN(←) C柱：同A柱，RC=-6.91kN(←)

则R=RA+RB+RC=-6.91×2-16.10=-29.92kN(←)

将R反作用于排架柱顶，按分配系数求得排架各柱顶剪力（μA=μB=0.32,μC=0.36）

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VA=RA-μA R=-6.91+0.32×29.92=2.66kN(→) VB=RB-μB R=-16.10+0.36×29.92=-5.33kN(←) VC=RC-μC R=-6.91+0.32×29.92=2.66kN(→)

排架各柱的弯矩图、轴力图如图2-20（b）所示.

图2-20图

⑸风荷载作用

①风自左向右吹时，计算简图如图2-21（a）所示. A柱：

n=0.148,λ=0.315,查表得C11=0.336，

RA=-q1﹒H2﹒C11=-3.61×13.0×0.336=-15.77kN(←) C柱：

同A柱，C11=0.336，

RC=-q2﹒H2﹒C11=-2.18×13.0×0.336=-9.52kN(←) 则R=RA+RC+FW=-15.77-9.52-34.35=-59.64kN(←)

将R反作用于排架柱顶，按分配系数求得排架各柱顶剪力（μA=μB=0.32,μC=0.36） VA=RA-μA R=-15.77+0.32×59.64=3.37kN(→) VB=RB-μB R=0+0.36×59.64=21.47kN(→) VC=RC-μC R=-9.52+0.32×59.64=9.56kN(→)

排架各柱的内力如图2-21（b）所示.

图图2-21

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②风自右向左吹时，此种荷载情况的排架内力与“风自左向右吹”的情况相同，仅需将A、C柱的内力对换，并改变其内力的符号即可.

排架各柱的内力如图2-22所示.

图图2-22

2.3 排架柱的设计

2.3.1 A(C)柱

实际工程中，偏心受压构件在不同的荷载组合中，在同一截面分别承受正负弯矩；再者也为施工方便，不易发生错误，一般可采用对称配筋，此处即取AsAs.混凝土强度等级用C20；钢筋采用Ⅱ级钢筋，箍筋用Ⅰ级钢筋. ⑴上柱配筋计算

自表2-8中取二组最不利内力. M1=-131.09kN﹒m，N1=485.63kN； M2=-95.32kN﹒m，N2=495.98kN.

①按M1、N1=计算

由表查得上柱的计算长度l02.0Hu24.18.2m.

因l0/h8200/40020.58,故需考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算.原始偏心距e0'M1131.090.269m, N1485.63因0.3h0=0.3×365=109.5mmh400 17

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则1l1182002(0)2121()1.00.9451.385，

1400ei/h0h1400269/365400故eeih400s1.38526935537.57mm， 22N截面受压区高度为：

485.63103270mmx110.37mm，说明截面属于大偏心受压. fcmb9.6400'sbh00.54436.5198.6mmxNe1fcbx(h0)2AsAs'''fy(h0s)485.63103537.571.09.6400110.37(365300(36535)②按M2、N2=计算

同前，l02.0Hu24.18.2m.因l0/h8200/40020.58, 故需考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算.原始偏心距e0110.37)2

985.36mm2minbh0.002400400320mm2M295.320.192m, N2495.98因0.3h0=0.3×365=109.5mmh400l1182002(0)2121()1.00.9451.54，

1400ei/h0h1400192/365400则1故eeih400s1.38519235460.68mm， 22N截面受压区高度为：

495.52103270mmx112.62mmfcmb9.6400，说明截面属于大偏心受压.

'sbh00.544365198.6mm 18

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xNe1fcbx(h0)2AsAs'fy'(h0s')495.52103460.681.09.6400112.62(365300(36535)736.20mm2minbh0.002400400320mm2综合以上二种计算结果，最后上柱钢筋选为每侧4Ф20(As=1256mm) ⑵下柱配筋计算

自表2-8中取二组最不利内力.

M1=-542.50kN﹒m，N1=445.34kN，V=70.81kN； M2=-171.24kN﹒m，N2=1119.93kN，V=-15.08kN； M3=-387.30kN﹒m，N3=445.34kN，V=58.93kN.

其中第三组内力属于永久荷载+风荷载的第三种荷载组合类别，因该组内无吊车荷载，在计算中取柱的计算长度l0时，下柱应按无吊车厂房采用，故必须在第三种组合类别中也要选不利内力.

①按M1、N1=计算

由表查得下柱的计算长度l01.0Hl1.08.98.9m.

由表2-2得Ⅰ字形柱截面面积A=1.775×105mm2,惯性矩I=144×108mm4,则截面最小回转半径2

112.62)2

I144108284.83mm,因l0/8900/284.8331.2528.0, A1.775105故需考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算.原始偏心距e0M1572.281.285m, N1445.34因0.3h0=0.3×765=229.5mm0.5Afc0.51.7751059.61.921.0,故取11.0， 又13N445.3410又因l0/h8900/80011.12515,故取21.0， 则1l1189002(0)2121()1.01.01.053，

1400ei/h0h14001285/765800故eeih800s1.0531285351718.11mm， 22先按大偏心受压情况计算受压区高度x，并假定中和轴通过翼缘内（下柱计算截面可取

为如图2-25所示的截面）. 则

19

混凝土结构课程设计

N445.34103'270mmx115.97mmhf162.5mm， '9.6400fcmbf's说明中和轴通过翼缘.

又因x115.97mmbh00.544765416.16mm 说明截面属于大偏心受压.

xNe1fcbx(h0)2AsAs'fy'(h0s')445.341031718.111.09.6400115.97(765300(76535)②按M2、N2=计算

同前，l08.2m.因l0/h8200/40020.58,故需考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算.原始偏心距e0115.97)2

2056.13mm2minbh0.0021.775105355mm2M2171.240.153m, N21119.93因0.3h0=0.3×765=109.5mme0.12(0.3h0e0)0.12(229.5153)9.18mm,eie0e1539.18162.18mm

0.5Afc0.51.7751059.60.761, 又13N1119.9310又因l0/h8900/80011.12515,故取21.0 则1l1189002(0)2121()0.7611.01.32，

1400ei/h0h1400162.18/765800h800s1.32162.1835579.08mm， 22先按大偏心受压情况计算受压区高度x，并假定中和轴通过翼缘内.

故eei则

1119.93103270mmx291.65mmh/f162.5mm2s'70mm，

fcmb9.6400'sN说明中和轴通过腹板，再按中和轴通过腹板，大偏心受压情况计算受压区高度x， 则

20

混凝土结构课程设计

xN(b'fb)h'ffcmbfcm1119.93103(400100)162.59.6 1009.6679.09mmbh00.544765416.16mm说明确属大偏心受压情况，则

AsAs'Ne(b'fb)h'ffcm(h0x)1fcmbx(h0)22fy'(h0s')416.16)2h'f1119.93103579.08(400300)162.59.61.09.6100416.16(765484.19mm2minA355mm2 ③按M3、N3=计算

因该组为无吊车荷载参与组合，由表查得下柱的计算长度：

300(76535)l01.25H1.2513.016.25m.

同前l0/16250/284.8357.0528.0,故需考虑纵向弯曲影响，其截面按对称配筋计算原始偏心距e0M3387.30.869m,因0.3h0=0.3×765=229.5mm0.5Afc0.51.7751059.61.911.0,故取11.0， 又13N445.3410又因l0/h16250/80020.3115, 故取21.150.01则1l01.150.0120.310.947， hl11162502(0)2121()1.00.9471.245，

1400ei/h0h1400869/765800h800s1.245869351447.50mm， 22先按大偏心受压情况计算受压区高度x，并假定中和轴通过翼缘内.则

故eeiN445.34103270mmx115.97mmh'f162.5mm， '9.6400fcmbf's说明中和轴通过翼缘.

又因x115.97mmbh00.544765416.16mm 说明截面属于大偏心受压.

21

混凝土结构课程设计

xNe1fcbx(h0)2AsAs'fy'(h0s')445.341031447.501.09.6400115.97(765300(76535)1505.84mm2minbh0.0021.775105355mm2综合以上三种计算结果，根据构件的构造规定，下柱为I字形截面柱，受力钢筋的根数宜为6根，且对偏心受压的厂房柱，其纵向受力钢筋的直径一般不宜小于16mm，故取每侧

2

配4Ф22，2Ф20 (As=2148mm)

⑶柱裂缝宽度验算

《混凝土结构设计规范》建议，对e0/h0<0.55的偏心受压构件，可不验算裂缝宽度. ①上柱

自表2-9中取一组按短期效应组合的最不利内力值， M=-131.28kN﹒m，N=425.42kN

115.97)2

M131.28103则截面原始偏心距e0308.59mm，

N425.42又e0/h0308.59/3650.8450.55，故需验算裂缝宽度. 且有teAs12560.016

0.5bh(bfb)hf0.5400400又因

l0820020.5， h400l11(0)2120.521.124，

4000e0/h0h40000.845故k1则eke0h400s1.124308.5935512mm， 220，

'f(b'fb)h'fbh0纵向受拉钢筋As的合力至受压混凝土合力作用点间距离为：

h02)]h0e 3652[0.870.12()]365295.29mm512z[0.870.12( 22

混凝土结构课程设计

按荷载短期效应组合计算的纵向受拉钢筋应力，

Ns(ez)425.42103(512295.29)ssAz1256295.29248.57MPa，

s裂缝间钢筋应变不均匀系数为：

1.10.65ftk0.651.1.1540.848，

tess0.016248.57则最大裂缝宽度为：

ssmaxcrE(1.9c0.08ds)te2.10.848248.572105(1.9250.08160.016) 0.282mm[max]0.3mm满足要求.

②下柱

自表2-9中取一组按短期效应组合的最不利的内力值 M=-579.99kN﹒m，N=534.62kN

eM579.99103则截面原始偏心距0N534.621084mm，

又e0/h01084/7651.4180.55，故需验算裂缝宽度. 且有steA0.5bh(b2148)162.50.024fb)hf0.5100800(400100又因

l0h890080011.12514，故取k1.0， 则eke0h2800s1.010842351449mm， '(b'fb)h'ffbh(400100)162.501007650.637，

纵向受拉钢筋As的合力至受压混凝土合力作用点间距离为：

z[0.870.12(1'h0f)(e)2]h0 [0.870.12(10.637)(7651449)2]765656.37mm按荷载短期效应组合计算的纵向受拉钢筋应力，

23

混凝土结构课程设计

ssNs(ez)445.34103(1449656.37)250.37MPa，

Asz2148656.37裂缝间钢筋应变不均匀系数为：

0.65ftk0.651.541.11.10.933，

tess0.024250.37则最大裂缝宽度为：

maxcrssEs(1.9c0.08dte)250.3716(1.9250.08) 50.0242100.247mm[max]0.3mm2.10.933满足要求.

表2-12 柱的裂缝宽度验算表： 柱截面 内力标准值 M(kN﹒m) N(kN) 上柱 131.28 425.42 308.59mm>0.55h0 下柱 579.99 534.62 1084mm>0.55h0 eM/N teAs 0.5bh(bfb)hfl1(0)2 4000e0/h0h0.16 0.024 k11.124 1.0 eke0hs 2 512mm 1449mm 'f(b'fb)h'fbh00 0.637 24

混凝土结构课程设计

z[0.870.12(1'f)(h02)]h0 e295.29mm 656.37mm ssNs(ez) Asz0.65ftk tessd) 248.57MPa 250.37Mpa 1.10.848 0.933 maxcr

ssEs(1.9c0.08te0.282mm<0.3mm (满足要求) 0.247mm<0.3mm (满足要求) ⑷运输、吊装阶段验算 ①内力计算

根据上柱和下柱的截面尺寸查表2-2得到的自重为上柱：qk4.0kN/m； 下柱：qk4.44kN/m；各段柱自重线荷载（考虑动力作用的动力系数n=1.5）的设计值为：

q1nGq1k1.51.24.07.20kN/m，

q2nGq2k1.51.2250.41.018.0kN/m， q3nGq3k1.51.24.447.99kN/m.

该柱采用平吊，计算简图如图2-23所示.

25

混凝土结构课程设计

图2-23

上柱根部与吊点处（牛腿根部）的弯矩设计值分别为：

M112ql211127.24.1260.52kNm， M122q121(l1l2)22(q2q1)l2 127.2(4.10.65)212(18.07.2)0.65283.51kNm下段柱最大正弯矩计算如下：

1q212ql23l3q2l21l1(1lR2)A22l31

27.998.252118.00.6527.24.1(4.10.6522)8.2522.84kNM13RAx2q3x2，

由

dM3R22dxRx0，得xA.84Aq3q2.86m， 37.99 26

混凝土结构课程设计

则M3RAx11q3x222.842.867.992.86232.64kNm. 22②上柱配筋验算

在吊装阶段的强度与裂缝宽度验算中，平吊时仅考虑四角钢筋参加工作，即取上、下 2Ф20(AsAs628mm),故上柱截面的承载力，

'2MufyAs(h0as')310628(36535)62.17kNm0M10.960.5254.47kNm故承载力满足. 钢筋应力为：

M1k61.52106/1.2s126.45MPa，

Ash012560.87365又Ate0.5hb0.540040080000mm，

2teAs12560.0157， Ate80000查表的[s]386MPa,

而s126.45MPa[s]386MPa, 可不验算裂缝宽度，满足要求.

③下柱配筋验算

以吊点所在截面为验算截面，同上柱，可考虑两翼缘上、下最外边的一排钢筋作为As和

As'的计算值，即为2Ф22，1Ф20 (AsAs'1074mm2).

因fcmbfhf9.6400162.5624.0kNfyAs3001074322.2kN 故为第一类T形截面，可按矩形截面计算其抗弯能力，则

''MufyAs(h0as')3101074(76535)235.21kNm0M10.983.5175.16kNm故下柱截面承载力满足. 钢筋应力为：

M1k83.51106/1.2s97.36MPa，

Ash010740.87765又Ate0.5hb(bfb)hf0.5100800(400100)162.588750mm，

2te

As10740.024， Ate8875027

混凝土结构课程设计

查表的[s]662MPa,

而s97.36MPa[s]662MPa, 可不验算裂缝宽度，满足要求.

⑸牛腿设计

①截面尺寸验算 牛腿外形尺寸：

h1450mm,h650mm,c200mm,h0615mm,a75080050mm0,取a0,ftk1.54N/mm；0.7，

作用于牛腿顶部的竖向荷载如表2-12所示.

表2-13 作用于牛腿顶部的竖向荷载 吊车竖向荷载 吊车及轨道自重 则作用于牛腿顶部的竖向荷载设计值

2

设计值(kN) 571.94 56.16 按短期效应组合值(kN) 408.37 46.80 FDFsmaxG4571.9456.16628.10kN；而按荷载短期效应组合的竖向应力值

Dmax/1.4G4/1.2571.94/1.456.16/1.2455.33kN；作用于牛腿顶部按

荷载短期效应组合计算的水平拉力值Fns0.那么

(10.5Fnsftkbh01.54400615)0.7530.38kNFvs0.5/h00.50/615

Fvs455.33kN故截面尺寸符合要求.

②正截面承载力计算确定纵筋数量

AsFvaF1.2n,

0.85fyh0fy因a0,Fn0，故纵向受拉钢筋按构造配置：

As,minminbh0.002400650520mm2，且不小于4Ф12 (As452mm2)，

故取为4Ф14 (As615mm)

③斜截面承载力—箍筋和弯起钢筋按构造确定 因a/h00.3，故牛腿内可不设弯起钢筋.

28

2混凝土结构课程设计

箍筋选为ф8@120，且应满足牛腿上部

2h0范围内箍筋面积不小于纵向受力钢筋面积的一3半，即

A2161561550.32343.72mm2s307.5mm2，满足要求. 312022④局部承压强度验算

取垫板尺寸为400×400mm.

Fvs455.331032.85MPa0.75fc0.759.67.2MPa， 则LAL400400故满足要求.

全柱的模板及配筋图见图附图-02.

2.3.2 B柱

B柱的设计方法与A柱完全相同(计算过程从略)，具体结构如下： ⑴上柱配筋计算

自表2-10中取二组最不利内力. M1= 186.93kN﹒m，N1=904.50kN； M2= 78.42kN﹒m，N2=1176.12kN.

计算结果表明，对上柱可按构造配筋：

minbh0.002400600480mm2，选为每侧4Ф14(As=615mm2).

⑵下柱配筋计算

自表2-10中取二组最不利内力.

M1=375.33kN﹒m，N1=1223.19kN，V=19.90kN； M2=249.74kN﹒m，N2=1687.42kN，V=-5.56kN； M3=279.11kN﹒m，N3=950.20kN，V=－21.47kN.

计算结果表明，对下柱可按构造配筋：

minbh0.0021.775105355mm2，选为每侧4Ф14(As=615mm2).

⑶柱裂缝宽度验算

①上柱

自表2-11中取一组按短期效应组合的最不利内力值， M=186.93kN﹒m，N=904.50kN，e0/h00.3660.55 ②下柱

自表2-11中取一组按短期效应组合的最不利内力值， M=537.09kN﹒m，N=1550.20kN，e0/h00.4530.55 因上、下柱的e0/h00.55，故可不验算裂缝宽度.

⑷运输、吊装阶段验算

验算结果，采用平吊，吊点位置与A柱相同，此时上柱及下柱吊装时构件的承载力和裂缝宽度均符合要求.

29

混凝土结构课程设计

⑸牛腿设计

①截面尺寸验算 牛腿外形尺寸：

h1450mm,h1050mm,c600mm,h01015mm,a75040020370mm(考虑安装偏差20mm),取ftk1.54N/mm；0.7，

作用于牛腿顶部的竖向荷载如表2-12所示.

表2-14 作用于牛腿顶部的竖向荷载 吊车竖向荷载 吊车及轨道自重 则作用于牛腿顶部的竖向荷载设计值

设计值(kN) 571.94 56.16 2

按短期效应组合值(kN) 408.37 46.80 FDFsmaxG4571.9456.16628.10kN；而按荷载短期效应组合的竖向应力值

Dmax/1.4G4/1.2571.94/1.456.16/1.2455.33kN；作用于牛腿顶部按

荷载短期效应组合计算的水平拉力值Fns0.那么

(10.5Fnsftkbh01.544001015)0.7506.25kNFvs0.5/h00.5370/1015

Fvs455.33kN故截面尺寸符合要求.

②正截面承载力计算确定纵筋数量

AsFvaF1.2n,

0.85fyh0fy经计算确定的纵筋数量小于构造要求，故纵向受拉钢筋按构造配置：

As,minminbh0.0024001050840mm2，且不小于4Ф12 (As452mm2)，

故取为6Ф14 (As923mm)

③斜截面承载力—箍筋和弯起钢筋按构造确定

因a/h0370/10150.360.3，故牛腿内应设弯起钢筋,设于牛腿上部l/6~l/4之间的范围，如图2-28所示；且弯起钢筋的面积Asb取为5ф14（As769mm），

而minbh0.00154001050630mmAs769mm，故满足要求.

30

222222As923615.33mm2， 33混凝土结构课程设计

箍筋选为ф8@120，且应满足牛腿上部

2h0范围内箍筋面积不小于纵向受力钢筋面积的一3半，即

A21923101550.32567.27mm2s461.5mm2，满足要求. 312022④局部承压强度验算

取垫板尺寸为400×400mm.

则Fvs455.33103LA4004002.85MPa0.75fc0.759.67.2MPa， L故满足要求.

全柱的模板及配筋图见附图-03.

31