單層廠房牛腿柱結(jié)構(gòu)設(shè)計計算書

某單跨廠房鋼筋混凝土排架設(shè)計（一）設(shè)計資料1.基本參數(shù)： 某生產(chǎn)車間為單層單跨無天窗廠房，跨度24m，柱間距6m，車間總長66m，廠房平面圖及橫剖面圖如下：車間建筑平面圖車間橫剖面示意圖2.車間內(nèi)設(shè)置兩臺起重量10t的工作制橋式吊車，吊車的軌頂標(biāo)高為+7.5m。3.建設(shè)地點：山東省濟南市4.工程地質(zhì)資料：場地地坪以下1.15m厚填土層，3.5m厚均勻亞粘土層，地基承載力特征值f=240kN/m2，地下水位為-4.05m，無腐蝕性。5.環(huán)境條件：基本風(fēng)壓W0=0.40kN/m2，基本雪壓S0=0.25kN/m2。6.材料：縱向受力鋼筋采用HRB400，箍筋采用HPB300；混凝土采用C30，砌體采用240厚空心磚墻，M5.0砂漿。（二）結(jié)構(gòu)設(shè)計一、構(gòu)件選型1.屋面板：選用04G410-1圖集中1.5m*6m預(yù)應(yīng)力混凝土大型屋面板，代號YWB3，板重（包含灌封在內(nèi)）標(biāo)準(zhǔn)值1.4kN/m2。2.天溝：選用04G410-2圖集中天溝板，板重12kN/塊。3.屋架：選用04G415-1圖集中YWJ24-1，屋架自重標(biāo)準(zhǔn)值106kN/榀。4.吊車梁：選用鋼筋混凝土吊車梁，10t吊車的吊車梁高600mm，自重標(biāo)準(zhǔn)值為44kN/根。5.屋面做法：大型屋面板；20厚1：3水泥砂漿找平；冷底子油、熱瀝青各一遍；60厚采用水泥膨脹珍珠巖保溫層；20厚1：3水泥砂漿找平；三氈四油防水。6.基礎(chǔ)：基礎(chǔ)梁采用G320中鋼筋混凝土基礎(chǔ)梁J-1，梁寬240mm，梁高450mm，梁頂標(biāo)高為-0.05m。二、排架柱截面特性及幾何尺寸確定上柱b1*h1=400mm*400mm： 截面積A1=1.6*105mm2； 慣性矩Ix=Iy=2.13*109mm4;下柱b*h=400mm*800mm 截面積A=3.2*106mm2； 慣性矩Ix=4.26*109mm4; Iy=1.71*1010mm4;三、荷載計算1.恒荷載a.屋蓋部分傳來的G1：屋面板重（包含灌封重） 1.2*1.4=1.68 kN/m220厚水泥砂漿找平層 1.2*0.4=0.48 kN/m2冷底子油、熱瀝青各一遍 1.2*0.05=0.06 kN/m260厚水泥膨脹珍珠巖保溫層 1.2*0.6=0.72 kN/m220厚水泥砂漿找平層 1.2*0.4=0.48 kN/m2三氈四油防水 1.2*0.4=0.48 kN/m2合計 g=3.9kN/m2屋架 1.2*106=127.2kN天溝板 1.2*12=14.4kN則屋架作用于柱頂?shù)淖灾谿1=6*12*3.9+0.5*127.2+14.4=358.8kN。 e1=h上-150=50mmb.柱自重上柱G上=1.2*1.8*0.4*0.4*2.5*10=8.64kN下柱G下=1.2*（7.5*0.8*0.4+（0.2*0.6-0.2*0.2/2）*0.4）*2.5*10=61kNc.吊車梁及軌道自重G2=1.2*(44+0.8*6)=58.56kN2.屋面活荷載由《荷載規(guī)范》查得屋面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值為0.5kN/m2。大于該廠房所在地區(qū)的基本雪壓S0=0.25KN/m2，,故屋面活荷載在每側(cè)柱頂產(chǎn)生的壓力為Q1=1.4*0.5*6*12=50.4kN3.風(fēng)荷載基本風(fēng)壓W0=0.40kN/m2，風(fēng)壓高度變化系數(shù)μz（按B類地面粗糙度?。橹斕帲喊碒=9.45m，μz=0.945檐口處：按H=11.45m，μz=1.038屋頂處：按H=12.9m，μz=1.075風(fēng)載標(biāo)準(zhǔn)值為：ω1k=βzμs1μzω0=1.0*0.8*0.945*0.4=0.302ω2k=βzμs2μzω0=1.0*0.5*0.945*0.4=0.189則作用于排架上的風(fēng)荷載設(shè)計值為：q1=1.4*0.302*6=2.54kN/mq2=1.4*0.189*6=1.59kN/mF =1.4*[(0.8+0.5)*1.038*0.4*2+(-0.6+0.5)*1.075*0.4*1.45]*6 =8.54kN風(fēng)荷載作用下的計算簡圖如圖：4.吊車荷載查《荷載規(guī)范》可知，2臺吊車荷載折減系數(shù)為0.9Fp,max=0.7*(50%Q+10%Q+Q)/2=56kNFp,min=0.3*(50%Q+10%Q+Q)/2=24kN車寬B=3500mm 輪距W=3000mm則根據(jù)支座反力影響線求出作用于柱上的吊車豎向荷載為：情形一：D=0.9*1.4*56*(0.417+0.917+1+0.5)=199.97kNDmin=0.9*1.4*24*(0.417+0.917+1+0.5)=85.70kN情形二：D=0.9*1.4*56*(0.458+0.958+0.958+0.458)=199.83kND=0.9*1.4*24*(0.458+0.958+0.958+0.458)=85.64kN經(jīng)過比較，設(shè)計時采用情況二中的荷載，Dmax=199.97kN，Dmin=85.70kN，作用位置如上圖情況一所示。作用于每一輪子上的吊車橫向水平剎車力F =1.4*0.1/4*(100+100*10%) =3.85 kNF =0.9*3.85*(0.417+0.917+1+0.5) =9.82 kN排架計算簡圖及荷載作用如圖:四、內(nèi)力計算1.恒荷載作用下的排架內(nèi)力a.由G1產(chǎn)生的彎矩和軸力G1=358.8kN M11=G1*e1=358.8*0.05=17.94kN·m M12=G1*e2=358.8*0.2=71.76kN·mI上=2.13*109mm4 I下=Iy=1.71*1010mm4n=I上/I下=0.125 λH=H上H=1C1=32*1-λHR11=C1M11/H=1.804*17.94/9.3=3.48 kN (→)R12=C3M12/H=1.481*71.76/9.3=11.43 kN (→)N1=358.8 kN R1=R11+R12=14.91kN(→)b.由柱自重產(chǎn)生的彎矩和軸力上柱：G上=8.64 kN M22=G上*e2=8.64*0.2=1.73kN·m R2=C3M22/H=1.481*1.73/9.3=0.28kN(→) N2=8.64kN下柱：G下=61kN N3=61kN 只產(chǎn)生軸力不產(chǎn)生彎矩c.由G2產(chǎn)生的彎矩和軸力G2=58.56kN M33=G2*e3=58.56*0.22=12.88kN·mR3=C3*M33/H=1.481*12.88/9.3=2.05kN(←)N4=58.56kN恒荷載作用下的計算簡圖及內(nèi)力圖如下：

2.屋面活荷載作用下的排架內(nèi)力Q1=50.4kN 與G1作用位置相同，反力成比例RQ=14.91*50.4/358.8=2.09kN(→)M11Q=17.94*50.4/358.8=2.52kN·mM12Q=71.76*50.4/358.8=10.08kN·mNQ=50.4kN屋面活載下的計算簡圖及內(nèi)力圖:3.吊車豎向荷載作用下排架內(nèi)力考慮結(jié)構(gòu)對稱性，只考慮Dmax作用于A柱，B柱配筋同A柱。A柱：MA=Dmax*e3=199.97*0.22=43.99kN·mB柱：MB=Dmin*e3=85.70*0.22=18.85kN·mRA=C3*MA/H=1.481*43.99/9.3=-7.01kN(←)RB=C3*MB/H=1.481*18.85/9.3=3.00kN(→)剪力分配系數(shù)ηA=ηB=0.5,則A柱與B柱柱頂?shù)募袅椋篈柱：VA=RA-ηA(RA+RB）=-7.01-0.5*(-7.01+3.00)=-5.01kN(←)B柱：VB=RB-ηB(RA+RB）=3.00-0.5*(-7.01+3.00)=5.01kN(→)內(nèi)力圖如下：4.吊車水平制動力作用下的排架內(nèi)力：考慮對稱性，按Fh向左作用計算柱中1軸力為0。n=0.125 λH=0.194FhA=FhB=Fh=7.39kN吊車梁高600mmy/H上=（1.8-0.6）/1.8=0.67C5RA=RB=C5Fh=0.778*9.82=7.64kN考慮空間分配系數(shù)m,查表得m=0.80,剪力分配系數(shù)ηA=ηB=0.5計算簡圖如下:則A柱和B柱的柱頂剪力為:VA=RA-ηAm(RA+RB)=1.53kN(→)VB=VA=1.53kN(→)水平荷載作用下內(nèi)力圖（實線為Fh向左，虛線為Fh向右）5.風(fēng)荷載作用下排架內(nèi)力為計算方便，可將風(fēng)荷載分解為對稱及反對稱兩組荷載。在對稱荷載作用下，排架無側(cè)移，則可按上端為不動鉸支座進行計算；在反對稱荷載作用下，橫梁內(nèi)力等于零，則可按單根懸臂柱進行計算。柱作用正風(fēng)壓。當(dāng)柱頂作用集中風(fēng)荷載Fw時：q1=2.54kN/m(→) q2=1.59kN/m(→) Fw=8.54kN(→)R1=1/2Fw=4.27kN當(dāng)墻面作用均不風(fēng)荷載時，C11=38R3=C11H*1/2(q1-q2)=1.64當(dāng)正風(fēng)壓力作用在A柱時橫梁內(nèi)反力R：R=R1+R3=5.91kN則A柱的內(nèi)力M=(Fw-R)l+1/2q1l2MI=MII=(8.54-5.91)*1.8+0.5*2.54*1.82=8.84kN·mMIII=(8.54-5.91)*9.3+0.5*2.54*9.32=134.30kN·mVIII=(Fw-R)+q1l=(8.54-5.91)+2.54*9.3=26.25kN當(dāng)負風(fēng)壓力作用在A柱時，則A柱的內(nèi)力：M=-Rl-1/2q2l2MI=MII=-5.91*1.8-0.5*1.59*1.82=-13.21kN·mMIII=-5.91*9.3-0.5*1.59*9.32=-123.72kN·mVIII=-R-q2l=-5.91-1.59*9.3=-20.70kN五、內(nèi)力組合表1A柱在各種荷載作用下內(nèi)力匯總表荷載種類恒荷載活荷載風(fēng)荷載吊車荷載左風(fēng)右風(fēng)DmaxDminFh→Fh←荷載編號12345678I-IM5.711.248.84-13.21-9.02-9.02-3.143.14N367.4450.4000000Mk4.760.896.32-9.45-6.45-6.45-2.252.25Nk306.0836.040.000.000.000.000.000.00II-IIM-54.98.848.84-13.2124.119.83-3.143.14N42650.400199.9785.7000Mk-45.736.326.32-9.4517.247.03-2.252.25Nk354.8636.040.000.00142.9861.280.000.00III-IIIM43.656.83134.30-123.72-13.46-27.74-65.3165.31N48750.400199.9785.7000V12.592.0926.25-20.70-5.01-5.01-6.116.11Mk36.364.8896.02-88.46-9.62-19.83-46.7046.70Nk405.6736.040.000.00142.9861.280.000.00Vk10.491.4918.77-14.80-3.58-3.58-4.374.37注：1.內(nèi)力的單位是kN·m，軸力的單位是kN，剪力的單位是kN；2.表中彎矩和剪力符號對桿端以順時針為正，軸向力以壓為正；3.表中第1項恒荷載包括屋蓋自重、柱自重、吊車梁及軌道自重;4.組合時第3項與第4項、第5項與第6項、第7項與第八項二者不能同時組合;5.有Fh作用時必須有Dmax或Dmin同時作用。表2A柱承載力極限狀態(tài)荷載效應(yīng)的基本組合組合荷載組合內(nèi)力名稱I-III-IIIII-IIIMNMNMNV由可變荷載效應(yīng)控制的組合(簡化規(guī)則)γ+Mmax1+0.9(2+3)1+0.9(3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)14.782412.8-28.071605.97399.774712.33328.088-Mmax1+0.9(4+6+8)1+0.9(2+4+6+8)1+0.9(4+6+8)-11.471367.44-47.16548.49-33.885564.13-5.05Nmax1+0.9(2+4+6+8)1+0.9(2+3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)-10.355412.8-20.115651.33399.774712.33328.088Nmin1+0.9(4+6+8)1+0.9(4+6+8)1+4-11.471367.44-56.04503.13-80.07487-8.11注：由永久荷載效應(yīng)控制的組合：其組合值不是最不利，計算從略。表3A柱正常使用極限狀態(tài)荷載效應(yīng)的標(biāo)準(zhǔn)組合組合荷載組合內(nèi)力名稱I-III-IIIII-IIIMkNkMkNkMkNkVk由可變荷載效應(yīng)控制的組合(簡化規(guī)則)SΦ值:活:0.7;風(fēng):0.6;吊車:0.7+Mmax,k1+3+0.7*21+5+0.6*3+0.7*71+3+0.7*(2+5+7)11.703331.308-26.273497.8496.372530.98424.738-Mmax,k1+4+0.7*(6+8)1+4+0.7*(2+6+8)1+4+0.7*(6+8)-7.63306.08-44.26422.98-33.291448.566-3.757Nmax,k1+2+0.6*4+0.7*(6+8)1+5+0.6*3+0.7*(2+7)1+5+0.6*3+0.7*(2+7)-2.96342.12-21.849523.0655.078573.87816.156Nmin,k1+4+0.7*(6+8)1+41+3-7.63306.08-55.18354.86132.38405.6729.26注：對準(zhǔn)永久組合計算，其值要小于標(biāo)準(zhǔn)組合時的相應(yīng)對應(yīng)計算值，故在表中從略。五、排架柱設(shè)計以A軸柱計算，B柱參照A配筋根據(jù)設(shè)計資料：截面尺寸：上柱：400mm*400mm，正方形截面 下柱：400mm*800mm矩形截面材料等級：混凝土C30 fc=14.3N/mm2 鋼筋 受力筋 HRB400 fy=fy’=360N/mm2 其余鋼筋 HPB300 fy=270N/mm2計算長度H0：柱高大于8m，設(shè)柱間支撐 排架平面內(nèi)：上柱：2.0*H上=3.6m 下柱1.0*H下=7.5m 排架平面外：上柱：1.25*H上=2.25m 下柱0.8*H下=6m1.內(nèi)力組合選擇a.上柱：ξb=Nb=fcbh0ξb=14.3*400*365*0.518=1081.48kN從內(nèi)力表I-I截面的控制內(nèi)力小于Nb。所以屬于大偏心受壓，故選取彎矩大而軸力較小的情況，筋比較選取該組合M=14.78kN·m N=412.8kN。b.下柱：由于下柱在長度范圍內(nèi)配筋相同，比較II截面及III截面的控制內(nèi)力，可看出III截面起控制作用。Nb=fcbh0ξb＝14.3*400*765*0.518=2266.66kNIII-III截面控制內(nèi)力N均小于Nb，屬于大偏心受壓，選取彎矩較大而軸力較小的情況，選取內(nèi)力組合。III-IIIMNV+MmaxNmax99.774712.33328.088-Mmax-33.291448.566-3.757Nmin-80.07487-8.112.配筋計算（采用對稱配筋）a.上柱：M=14.78kN·m N=412.8kNx=N/fcb=412.8*103/(14.3*400)=72.17mme0=Ms/N=14.78*103/412.8*103=35.8mmea=h/30=13.3<20,取ea=20mme1=e0+ea=55.8mmζe=0.5*fcANηs=1+M=ηsMs=1.36*14.78=20.10kN·me0=M/N=0.51820.10*103/412.8*103=48.69mmei=e0+ea=68.69mme=ei+h/2-a=68.69+400/2-35=233.69mme＇=ηsei-0.5h+0.5x=1.36*68.69-400/2+0.5*72.17=69.97mmAs=A<ρminbh=0.002*400*400=320mm2選用216（As=402mm2），箍筋選用6@200。排架主平面外承載力驗算l0/b=2250/400=5.63 查《混凝土規(guī)范》表6.2.15得φ=1.0Nc=φ（fcA+fy＇As＇）=1.0*(1.43*4002+360*402*2)=2577.44kN>428.15kN滿足要求。b.下柱：計算方法同上，各系數(shù)在不同條件下結(jié)果列于下表：內(nèi)力組合(mm)(mm)(mm)(mm) (mm)(mm)M99.774140.07765166.740.78875008001.0N712.333V28.088M-33.29174.22765100.890.55675008001.0N448.566V-3.757M-80.07164.41765191.080.87475008001.0N487V-8.11內(nèi)力組合ηe(mm)x(mm)ζbh0(mm)偏心情況As=As’(mm2)計算值實配值M99.7741.227569.5925.47396.27大偏心890.5911216+218N712.333V28.088M-33.2911.264492.5216.04396.27大偏心695.0710216+214N448.566V-3.757M-80.071.22598.1217.41396.27大偏心732.41804416N487V-8.11排架主平面外承載力驗算l0=0.8H=6000,Iy=4.26*109mm4,A下=400*800=3.2*105mm2i=IyAl0/i=6000/115.38=52查《混凝土規(guī)范》表6.2.15得φ=0.89Nc=φ（fcA下+fy＇As＇）=0.89*(1.43*3.2*105+360*911*2)=9910.33kN>712.33kN滿足要求3.裂縫寬度驗算截面I-I，當(dāng)Ms=14.78kN·m N=412.8kN，相應(yīng)的e0=40.89mm，e0h0=0.截面III-III，當(dāng)M=99.77kN·m，N=712.33kN，相應(yīng)的e0=179.5mm，e0h04.柱牛腿設(shè)計a.荷載計算Dmax=150.58kNG2=58.56kN 共計209.14kNb.截面尺寸驗算Fhk=0kN，β=0.8，b=400mm，h=600mm，c=380mm，h0=565mm，a=0，ftk=2N/mm2，β（1-0.5FhkFα<45°滿足要求c.牛腿配筋由于吊車垂直荷載于下柱截面內(nèi)，即a=750-800=-50<0，故該牛腿可按構(gòu)造要求來配筋縱向鋼筋取416，箍筋取8@100，見下圖(c)牛腿局部擠壓驗算設(shè)墊板的長和寬為400mm×400mm，局部壓力標(biāo)準(zhǔn)組合值，F(xiàn)vk=Dmax,k+G2,k=199.97/1.4+58.56/1.2=191.64kN故局部壓應(yīng)力為σsk=FvkA=1.20N/mm2<0.75f5.柱的吊裝驗算排架柱吊裝簡圖：a.荷載：考錄荷載系數(shù)1.2，動力系數(shù)1.5，重要度0.9q1k=1.5*0.9*2.5*10*0.4*0.8=10.8kN/mq2k=1.5*0.9*2.5*10*0.4*1=13.5kN/mq3k=1.5*0.9*2.5*10*0.4*0.4=5.4kN/m下柱自重：q1=1.2q1k=12.96kN/m牛腿自重q2=1.2q2k=16.2kN/m上柱自重：q3=1.2q3k=6.48kN/mb.內(nèi)力：Mb=1/2*6.48*1.82=10.50kN·mMc=1/2*6.48*2.42+1/2*(16.2-6.48)*0.62=20.41kN·mMF=1/8*10.8*6.92-20.41/2=54.07kN·mc.截面承載力計算截面1-1b*h=400*400mm2,h0=365mm,As=As’=402mm2,fy=360N/mm2故截面承載力：Mu=Asfy(h0-as’)=402*360*(365-35)=47.76kN·m>M1=10.50kN·m截面2-23-3b*h=400*800mm2,h0=765mm,As=As’=1964mm2,fy=360N/mm2故截面承載力：Mu=Asfy(h0-as’)=911*360*(765-35)=239.41kN·m>MF=54.07kN·md.裂縫寬度驗算1-1截面：鋼筋應(yīng)力σsk=Mk0.87A按有效受拉混凝土面積計算的縱向鋼筋配筋率ρte=As0.5bh=0.005Ψ=1.1-0.65故ωmax=αcrΨ2-2、3-3截面：鋼筋應(yīng)力σsk=Mk0.87A按有效受拉混凝土面積計算的縱向鋼筋配筋率ρte=As0.5bh=0.006Ψ=1.1-0.65故ωmax=αcrΨ六、基礎(chǔ)設(shè)計1.荷載計算a.由柱傳至基頂?shù)暮奢d第一組：Mmax=99.77kN·m，N=712.33kN，V=28.09kN第二組：Mmax=-33.29kN·m，N=448.57kN，V=-3.76kN第三組：Mmax=-80.07kN·m，N=487kN，V=-8.11kNb.由基礎(chǔ)梁傳至基頂?shù)暮奢d墻重含兩面抹灰1.2*(9.3-1.8*2)*6*(0.24+0.03*2)*1.9*10=233.93kN窗重 1.2*1.8*2*6*0.5=12.96kN基礎(chǔ)梁重 1.2*0.24*0.45*6*25=19.44kN合計 Gwq=266.33kNGwq對基礎(chǔ)地面中心的偏心距ewq=（0.24+0.8）/2=0.52mMwq=Gwq*ewq=138.49kN·mc.作用于基底的彎矩和相應(yīng)基頂?shù)妮S向力設(shè)計值分別為假定基礎(chǔ)高度為800+50+250=1100mm，則作用于基底的彎矩和相應(yīng)基頂?shù)妮S向力設(shè)計值：第一組：Mbot=99.77+1.1*28.09-138.49=-7.82kN·m N=712.33+266.33=978.66kN第二組：Mbot=-33.29-1.1*3.76-138.49=-175.92kN·m N=448.57+266.33=714.9kN第三組：Mbot=-80.07-1.1*8.11-138.49=-227.48kN·m N=487+266.33=755.33kN基礎(chǔ)受力情況如下圖所示2.基礎(chǔ)尺寸確定由第三組荷載確定l和bA=(1.1~1.4)714.9240-20*1.7=取l/b=1.5，A=l*b=5.4m2解得b=1.9m取b=2m，l=1.5*2=3m驗算e0≤l/6e0=MbotN驗算其他來年關(guān)注荷載設(shè)計值作用下的基底壓應(yīng)力第一組Pmax978.66/6+20*1.7-7.82/(1/6*2*32)=194.50kN/m2<1.2f=1.2*240=288kN/m2Pmin=NbotA+γGPm=194.88kN/m2<f=240kN/