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1、. . 《單層工業(yè)廠房》課程設計 姓 名： 班　　級： 學　　號： 一． 結構選型 該廠房是市的一個高雙跨（18m+18m）的機械加工車間。車間長90m,柱矩6米，在車間中部，有溫度伸縮逢一道，廠房兩頭設有山墻。柱高大于8米，故采用鋼筋混凝土排架結構。為了使屋架有較大的剛度，選用預應力混凝土折線形屋架與預應力混凝土屋面板。選用鋼筋混凝土吊車梁與基礎梁。廠房的各構選型見表1.1 表1.1主要構件選型 由圖1可知柱頂標高是10.20米，牛腿的頂面標高

2、是6.60米 ，室地面至基礎頂面的距離0.5米，則計算簡圖中柱的總高度H,下柱高度Hl和上柱的高度Hu分別為： H=10.2m+0.6m=10.8m Hl=6.60m+0.6m=7.2m Hu=10.8m-7.2m=3.6m 根據(jù)柱的高度，吊車起重量與工作級別等條件，確定柱截面尺寸，見表1.2。 見表1.2 柱截面尺寸與相應的參數(shù) 計 算 參 柱 號 截面尺寸/mm 面積/mm2 慣性矩/mm4 自重/(KN/m) A,C 上柱 矩400×400 160000 2130000000 4.0 下柱 I400×800×100×150

3、 177500 14387000000 4.43 B 上柱 矩400×400 160000 2130000000 4 下柱 I400×800×100×150 177500 14387000000 4.43 二． 荷載計算 1．恒載 圖1 求反力： F1=116.92 F2=111.90 屋架重力荷載為59.84，則作用于柱頂?shù)奈萆w結構的重力荷載設計值： GA1=1.2×(116.92+59.84/2)=176.81KN GB1=1.2×(111.90×6+59.84/2)=170.18 KN

4、 (2)吊車梁與軌道重力荷載設計值 GA3=1.2×（27.5+0.8×6）=38.76KN GB3=1.2×（27.5+0.8×6）=38.76KN (3)柱重力荷載的設計值 A,C柱 B柱 2．屋面活荷載 屋面活荷載的標準值是0.5KN/m2，作用于柱頂?shù)奈菝婊詈奢d設計值： Q1=1.4×0.5×6×18/2=37.8 KN 3，風荷載 風荷載標準值按ωk=βzμsμzω0計算其中ω0=0.5KN/m2, βz=1, μz根據(jù)廠房各部分 與B類地面粗糙度表2.5.1確定。 柱頂（標高10

5、.20m） μz=1.01 櫞口（標高12.20m） μz=1.06 屋頂（標高13..20m） μz=1.09 μs如圖3所示，由式ωk=βzμsμzω0可得排架的風荷載的標準值： ωk1=βzμs1μzω0=1.0×0.8×1.01×0.5=0.404 KN/m2 ωk2=βzμs2μzω0=1.0×0.4×1.01×0.5=0.202 KN/m2 圖2 荷載作用位置圖 圖3 風荷載體型系數(shù)和排架計算簡 q1=1.4×0.404×6=3.39KN/m q1=1.4×0.202×6=1.70KN/m

6、Fw=γQ[(μs1+μs2)×μzh1+(μs3+μs4)×μzh2] βzω0B =1.4[(0.8+0.4)×1.01×(12.2-10.2)+(-0.6+0.5)×1.01×(13.2-12.2)] × 1×0.5×6 =10.23KN 4．吊車荷載 吊車的參數(shù)：B=5.55米，輪矩K=4.4，pmax=215KN, pmin=25KN,g=38KN。根據(jù)B和K， 可算出出吊車梁支座反力影響線中個輪壓對應點的豎向坐標值，如圖４所示： 圖４　吊車荷載作用下支座反力的影響線 （１） 吊車的豎向荷載 Dmax=γQFpmax∑yi=1.4×115×(1+0.

7、075+0.808+0.267)=346.15KN Dmin=γQFpmin∑yi=1.4×25×(1+0.075+0.808+0.267)=75.25KN （２） 吊車的橫向荷載 T=1/4α（Q+g）=1/4×0.12×(100+38)=4.14KN 吊車橫向荷載設計值： ?Tmax＝γQT∑yi=1.4×4.14×2.15=12.46KN 三． 排架力分析 １． 恒荷載作用下排架力分析 圖5　恒荷載作用的計算簡圖 G1=GA1=176.81KN; G2=G3+G4A=38.76+17.28=56.04KN; G3=G5A=38.28KN; G4=2GB1=34

8、0.361KN; G5=G3+2G4B=2×38.76+17.28=94.8KN; G6=G5B=38.28KN; M1= G1×e1=171.81×0.05=8.60KN.m; M2=( G1+ G4A)e0- G3e3=(176.81+17.28) ×0.2-38.28×0.35=25.42 C1=×=2.03; C1=×=1.099; RA=C1+C3=(8.60×2.03+25.42×1.099)/10.8=4.20KN(→) RC=-4.20KN(←); RB=0KN; 力圖： 圖6 恒荷載力圖 ２． 活荷載作用下排架力分析 (1)AB

9、跨作用屋面活荷載 圖7 AB跨作用活荷載作用簡圖 Q=37.8KN，則在柱頂和變階處的力矩為： M1A=37.8×0.05=1.89KN.m，M2A=37.8×0.25=7.56KN.m，M1B=37.8×0.15=5.67KN.m RA=C1+C3=(1.89×2.03+7.56×1.099)/10.8=1.124KN(→) RB=C1 =5.67×2.03/10.8=1.07KN(→) 則排架柱頂不動鉸支座總的反力為： R= RA+ RB=1.124+1.07=2.19KN(→) VA= RA－RηA=1.32-0.33×2.19=0.40KN(→) VB= RB－

10、RηB=1.07-0.33×2.19=0.35KN(→) VC= －RηC=-0.33×2.19=－0.72KN(←) 排架各柱的彎矩圖,軸力圖,柱底剪力如圖8所示: 圖8 AB跨作用屋面活荷載力圖 (2)BC跨作用屋面活荷載 由于結構對稱,且BC跨的作用荷載與AB跨的荷載相同,故只需叫圖8的各力圖位置與方向調一 即可,如圖10所示: 圖9 AB跨作用活荷載作用簡圖 圖10 BC跨作用屋面活荷載力圖 ３． 風荷載作用下排架力分析 (1) 左吹風時 C==0.33 RA=-q1HC11=-3.39×10.8×0.33=-12.08KN(←)

11、 RC=-q1HC11=-1.70×10.8×0.33=-6.06KN(←) R= RA+ RC+Fw=12.08+6.06+10.23=28.37KN(←) 各柱的剪力分別為: VA= RA-RηA=-12.08+0.33×28.37=-2..72KN(←) VB= RB-RηB=-6.06+0.33×28.37=3.30KN(→) VC= -RηC=-0.33×-28.37=9.36N(→) 圖11 左風力圖 (2) 右風吹時 因為結構對稱，只是力方向相反,，所以右風吹時，力圖改變一下符號就行，如圖12所示； 圖11 左風力圖 ４． 吊車荷載作用下排架力分析

12、 （１） Dmax作用于A柱 計算簡圖如圖１２所示，其中吊車豎向荷載Dmax，Dmin在牛腿頂面引起的力矩為： MA=Dmax×e3=346.15×0.35=121.15KN.m MB=Dmin×e3=75.25×0.75=56.44KN.m RA=-C3=-121.15×1.099/10.8=-12.33KN(←) RB=C3=-56.44×1.099/10.8=5.74KN(→) R= RA+ RB=-12.33+5.74=-6.59N(←) 各柱的剪力分別為: VA= RA-RηA=-12.33+0.33×6.59=-10.16(←) VB= RB-RηB=5.74

13、+0.33×6.59=7.91KN(→) VC= -RηC=0.33×6.59=2.17N(→) 圖１２　Dmax作用在A柱時排架的力 （２） Dmax作用于B柱左 計算簡圖如圖１２所示，其中吊車豎向荷載Dmax，Dmin在牛腿頂面引起的力矩為： MA=Dmax×e3=７５.２５×0.35=２６.３３KN.m MB=Dmin×e3=346.15×0.75=２５９.６１KN.m RA=－C3=-２６.３３×1.099/10.8=-－２.６８KN(←) RB=－C3=２５９.６１×1.099/10.8=２６.４２KN(→) R= RA+ RB=－２.６８+２６.４２=２３.７

14、４N(→) 各柱的剪力分別為: VA= RA-RηA=－２.６８－0.33×２３.７４=－１０.５１KN(←) VB= RB-RηB=２６.４２－0.33×２３.７４=１８.５９KN(→) VC= -RηC=－0.33×２３.７４=－７.８３N(←) 圖１３　Dmax作用在B柱左時排架的力 （３） Dmax作用于B柱左 根據(jù)結構對稱和吊車噸位相等的條件，力計算與Dma作用于B柱左情況相同，只需將A，C柱力對換和改變全部彎矩與剪力符號：如圖１４ （４） Dmax作用于C柱 同理，將Dmax作用于A柱的情況的A，C柱的力對換，且注意改變符號，可求得各柱的力，如圖１5 （５）

15、 Tmax作用于AB跨柱 當AB跨作用吊車橫向水平荷載時，排架計算簡圖16-a所示。對于A柱，n=0.15，λ=0.33，得a=(3.6-0.9)/3.6=0.75.，Tmax=12.46KN C5==0.54 RA=－TmaxC5=－１２.４６×０.５４=－6.73KN(←) RB=－TmaxC5=－１２.４６×０.５４=－6.73KN(←) 圖１４　Dmax作用在B柱右時排架的力 圖１5　Dmax作用在C柱時排架的力 排架柱頂總反力R： R= RA+ RB=?－６.７３－６.７３＝－１３.４６KN 各柱的簡力： VA= RA-RηA=－６.７３＋0.33×１３.

16、４６=－２.２９KN(←) VB= RB-RηB=－６.７３＋0.33×１３.４６=－２.２９KN (←) VC=－RηC=0.33×13.46=4.44N(→) 圖16　Tmax作用在AB跨時排架的力 （６） Tmax作用于BC跨柱 由于結構對稱與吊車的噸位相等，故排架力計算與“Tmax作用于AB跨柱”的情況相同，只需將A柱與C柱的對換，如圖17 圖17　Tmax作用BC跨時排架的 五．柱截面設計（中柱） 混凝土強度等級C20，fc=9.6N/mm2，ftk=1.54N/mm2．采用HRB335級鋼筋，fy= fy` 300 N/mm2,ζb=0.55，上

17、下柱采用對稱配筋． １． 上柱的配筋計算 由力組合表可見，上柱截面有四組力，取h0＝４００－４０＝３６０mm，附加彎矩ea=20mm（大于４００／３０），判斷大小偏心： 從中看出３組力為大偏心，只有一組為小偏心，而且： N=429.KN<ζbαfcb h0=０.５５０×１×９.６×４００×３６０＝760.32KN 所以按這個力來計算時為構造配筋．對三組大偏心的，取偏心矩較大的的一組．即：　M=87.119KN.m　　　　N=357.64KN 上柱的計算長度： L0=2HU=2×3.6=7.2m e0=M/N=243.40mm ei= e0+ ea=263.40

18、mm l0/h=7200/400=18>5．應考慮偏心矩增大系數(shù)η ζ1==0.5×9.6×160000/357640=2.15>1，取ζ１＝１ ζ2=1.15-0.01l0/h=1.15-0.01×7200/400=0.97, l0/h>15，取ζ2=0.97 　　　　圖　１８ η=1+ζ1ζ2=1+×1×0.97=1.31 ζ==357640/1×9.6×400×360=0.26 >2αs/h0=2×40/360=0.22 所以x=ζ×h0=0.26×360=93.6 e`=ηei-h/2+αs=1.31×263.40-４００／２＋４０＝185.05mm N.e`=

19、fyAs(h0-as)-α1fcbx(x/2-as) As=As`== =715mm 選用３φ１８（As=763mm2）．驗算最小配筋率： ρ＝As/bh=763/400×400=0.47%>0.2% 平面外承載力驗算： l0=1.5Hu=1.5×3.6=5.4m l0/b=5400/400=13.5，查表得ψ＝０９３，Ac=A-Aa=4002-763×2=158474mm Nu=0.9ψ(fy`As`+ fcAs)=0.9×0.93×(300×763×2+9.6×158474)= 1656.55KN ２． 下柱配筋計算 取h0=800-40=760mm，與上柱分析方法

20、相識，選擇兩組最不利力： M=217.96 KN.m M=152.69 KN.m N=810.94 KN N=473.44 KN (1) 按M=217.96 KN.m，N=810.94 KN計算 L0=１HU=１×7.2=7.2m，附加偏心矩ea=800/30=2.7mm(大于２０mm),b=100mm,bf`=400mm, hf=150mm e0=M/N=217960/810.94=268.77mm ei= e0+ ea=295.77mm l0/h=7200/800=9>5而且＜１５．應考慮偏心矩增大系數(shù)η，取ζ2=1

21、 ζ1==0.5×9.6×160000/810940=1.05>1，取ζ１＝１ 圖　１９ η=1+ζ1ζ2=1+×1×1=1.15 ηei=1.15×295.77=340.14>0.3×760=228，所以為大偏心 受壓，應重新假定中和軸位于翼緣，則 x==810940/1×9.6×400=211.18>hf=150mm 說明中和軸位于板，應重新計算受壓區(qū)的高度： x= ==394.72mm e=ηei+h/2+αs=1.15×295.77 -800／2-40＝7005mm As=As`== =272.87mm2 (2) 按M=152.69 KN.m，N=4

22、73.44 KN計算 L0=１HU=１×7.2=7.2m，附加偏心矩ea=800/30=2.7mm(大于２０mm),b=100mm,bf`=400mm, hf=150mm e0=M/N=152690/473.44=322.51mm ei= e0+ ea=349.51mm l0/h=7200/800=9>5而且＜１５．應考慮偏心矩增大系數(shù)η，取ζ2=1 ζ1==0.5×9.6×160000/810940=1.05>1，取ζ１＝１ 圖?。玻? η=1+ζ1ζ2=1+×1×1=1.15 ηei=1.15×295.77=340.14>0.3×760=228

23、，所以為大偏心 受壓，應重新假定中和軸位于翼緣，則 x==473440/1×9.6×400=123.29>hf=150mm 說明中和軸位于翼緣： e=ηei+h/2-αs=1.15×349.51 -800／2-40＝761.93mm As=As`== =139.38mm2 最小配筋βminA=0.2%×177500=355mm2 所以選３φ１４（As=461mm2）滿足要求 查附表１１.１的無柱間支撐垂直排架方向柱的計算長度，l0=1Hl=7.2m l0/b=7200/400=18，查表得ψ＝0.81，Ac=A-Aa=177500-461×2=176578mm Nu=

24、0.9ψ(fy`As`+ fcAs)=0.9×0.81×(300×461×2+9.6×176578)= 1437.40KN>Nmax 所以滿足彎矩作用平面外的承載力要求 ３． 柱裂縫寬度驗算 《規(guī)》中規(guī)定，對e0/h0>0.55的柱要進行裂縫寬度驗算，本例的上柱出現(xiàn)e0/h0=>0.55,所以應該進行裂縫驗算。驗算過程見下表２１。其中上柱的As=763mm2；Es=200000N/mm2；構件的受力特征系數(shù)acr=2.1，混凝土的保護層厚度c=25mm,ftk=1.54N/mm2。 ４． 柱裂縫寬度驗算 非地震區(qū)的單層廠房柱，其箍筋數(shù)量一般由構造要求控制。根據(jù)構造要求，上下柱均選用φ

25、８200箍筋。 ５． 牛腿設計 根據(jù)吊車支承的位置，截面的尺寸與構造要求，確定牛腿的尺寸如圖２２所示，其中牛腿的截面寬度b=400mm，牛腿截面高度h=1050mm，h0=1015mm. (1) 牛腿腿截面高度驗算 表　２１柱的寬度驗算表 圖２２ １７<0.2，所以滿足要求 Fv≤β（１－０.５Fhk/Fvk）驗算 β＝０.６５，ftk=1.54N/mm2， Fhk=0，a=650-175-250/2=350mm Fvk=Dmax/γQ+G3/γG=346.15/1.4+38.76/1.2 =279.55KN β（１－０.

26、５Fhk/Fvk）= 0.65×=470.08KN> Fvk 所以所選的尺寸滿足要求 （２） 牛腿配筋計算 　　　　縱向受拉鋼筋總截面面積As： 　　　　As≥==550.２mm2 根據(jù)規(guī)定，縱向受拉鋼筋As的最小配筋率為0.002bh=0.002×400×1050=840mm2 >550.2 mm2。所以要按８４０mm2配筋?，F(xiàn)在選用５φ１６（As=1005mm2） 水平箍筋選用φ８100的雙肢筋。 　　　　牛腿的剪跨比a/h0=370/1050=0.35>0.3，所以應該設置彎起鋼筋 　　　　A≥０.５As=0.5C1005=502.5mm2，且A≥0

27、.0015bh=0.0015×400×1015=609 mm2 應選用４φ１４（As=６１５mm2） ６． 牛腿設計 采用翻身起吊，吊點設在牛腿下部，混凝土達到設計強度后起吊。插入杯口深度為800mm,則柱吊裝時的總長度為3.6+7.2+0.8=11.6m.。柱吊裝階段的荷載為柱自重重力荷載（應考慮動力系數(shù)）即 q1=μυGq1k=1.5×1.2×4.0=7.2KN/m q2=μυGq1k=1.5×1.2×(0.4×2.1×25)=37.8KN/m q3=μυGq1k=1.5×1.2×4.44=7.99KN/m 圖２３ 在上述荷載的作用下， 柱的控制截面的彎矩為： M1=

28、0.5 q1Hu2=0.5×7.2×3.62=46.66KN.m M2=0.5 q1Hu2=0.5×7.2×（3.6+1.05）2+0.5×(37.8-7.2)×1.052=94.71KN.m 由∑MB=RAl3-0.5q3l32+M2=0 解得：RA=14.17KN M3=RAx- q3x2 令=RA-q3x=0 得x=1.77m 則下柱段最大彎矩M3為： M3=14.17×1.77-0.5×7.99×1.772=12.55KN.m 表?。玻吹跹b時柱的寬度驗算表 六．基礎設計（B柱下基礎） ?。保醪酱_定杯口尺寸與基礎埋深 　　（１）杯口尺

29、寸 圖２5 基礎截面尺寸 　　　杯口的深度：柱子的插入深度H1=800mm，所以杯口深度為800+50=850mm 杯口頂部尺寸：寬為400+2×75=550mm，長為800+2×75=950mm 杯口底部尺寸：寬為400+2×50=500mm，長為800+2×50=900mm 　　　杯口厚度：因為800

30、定基礎總高度　H1+a1+50=800+250+50=1100mm 基礎的埋置深度：1100+600=1700mm 地基承載里設計值：fa=200KN/m2 (2)基礎面積計算 表２６　B柱在基礎地面的荷栽 　　　　估算基礎底面積： 　　　　A≥=1006.06/(200-20×1.7)=6.06m2 考慮偏心受壓，將基礎的面積增大２０％ 　　　　1.2A=1.2×6.06=7.27m2 G=γGγyDA=1.2×20×1.7×8=326..4KN 表２７ 基礎底面壓應力計算 取基礎地面

31、長邊與短邊的比為２，則 　　　　l=3.8m，b=1.9m，取l=４m，b=２m 　　　　校核基礎底面積是否滿足要求： 　　　 （１）校核0.5(Pmax+Pmin)≤f 0.5(Pmax+Pmin)=0.5×(198.90+134.22)=166.56KN0 由以上得知，基礎的地面尺寸４×２＝８m2，滿足要求 圖２８基礎截面尺

32、寸 　　　?。玻鼗鶅舴戳τ嬎悖? 表２９地基凈反力 　　　　由表可以看出Nmax最不利。（Pjmax=158.10,Pjmin=93.42） ３．沖剪強度驗算 　　　　從杯口頂面柱邊開始的４５0斜拉裂面與基礎底面交界處（截面１－１）的凈反力Pj1?；A的有效高度h0=1100-40=1060mm Pj1=93.42+(4-0.64)/4×(158.10-93.42)= 147.75KN 同理按比例算得： PjⅠ=93.42+(2+0.4)/4×(158.10-93.42)=132.23KN PjⅠ`=93.42+(2+0.4

33、+0.425)/4×(158.10-93.42)= 139.10KN 因為b=2.0m

34、2=0.7×0.98×0.91×1480000=923.90KN> PjmaxA1=158.10×1.08=17.75KN 滿足要求 　　　　（２）變階截面；算法同上面的一樣，同樣滿足要求。 　　　?。?配筋驗算 Ⅰ－Ⅰ截面： 　　　　MI=1/48[(Pjmax+Pj)(2b+bc)+(Pjmax-Pj)b](l-hc)2 =1/48[(158.1+125.76)(2×2+0.4)+ (158.1-125.76) ×2](4-0.8)2 =280.25KN.m AsI= MI/0.9fyh0=280.25

35、/(0.9×210000×1.06)=1398.9mm2 Ⅰ`－Ⅰ`截面： 　　　　MI`=1/48[(Pjmax+Pj)(2b+b1)+(Pjmax-Pj)b](l-l1)2 =1/48[(158.1+125.76)(2×2+1.15)+ (158.1-125.76) ×2](4-1.55)2 =190 KN.m AsI`= MI/0.9fyh0=190/(0.9×210000×1.06)=948.4mm2 比較AsI和AsI`，應該按AsI來配筋，?。保唉眨保?As=1538) Ⅱ－Ⅱ截面 　　　　MⅡ

36、=Pj(b-bc)2(2l+hc)=1/24×125.76(2-0.4)2(2×4+0.8)=118.05KN.m AsⅡ= MⅡ/0.9fyh0=118.05/(0.9×210000×(1.06-0.012))=596mm2 Ⅱ`－Ⅱ`截面 MⅡ`=Pj(b-b1)2(2l+l1)=1/24×125.76(2-1.15)2(2×4+1.55)=36.15KN.m AsⅡ`= MⅡ`/0.9fyh0=36.15/(0.9×210000×(0.71-0.012))=272mm2 按構造配筋?。玻郸眨保埃ˋs=1963mm2）滿足要求 21 / 21