单层厂房钢溷排架设计书

单层工业厂房钢筋混凝土排架结构

设计书

姓名： 顾国晶 学号： 054110206 班级： 土木051班 指导老师： 李 辉 宁波大学土木工程系 二零零八年四月七日

单厂钢筋混凝土结构设计计算

本工程为一工业厂房，根据工艺要求，该车间为单跨，跨度为24米，柱距6米，长60米，跨内有20吨中级工作制吊车（A4）一台，轨顶标高不低于8.7米，建筑平一、设计任面图、剖面图如图1，已知该厂房所在地区基本风压为0.6 KN/m2 ,地面粗糙度B类，，务及资料 基本雪压0.6KN/m2，该地区工程地质良好，地面下1.5米左右为中密粗砂层，地基承载力特征值为200 KN/m2，常年地下水位为-5米以下。抗震设防烈度为6度，不要求进行抗震计算，按构造设防。 ， 厂房平面图、剖面图 1.屋面用二毡三油防水层加小豆石（0.35 KN/m2），下为20厚水泥砂浆找平（20 二、确定做法 KN/m2），80厚加气混凝土保温层（0.65 KN/m2），1.5 6 m预应力混凝土大型屋和相应荷载的面板（1.5 KN/m2）,屋盖支撑（0.07 KN/m2），算得屋面荷载为2.97 KN/m2。 标准值 2.21m 跨折线型预应力混凝土屋架，每榀重力荷载为109.0KN。

1

3. A4工作制下20/5t 吊车，最大轮压PMAX= 215 KN，最小轮压PMIN=45 KN/，轮距4400mm , 卷扬机小车重75 KN。 4.用6m跨等截面钢筋混凝土吊车梁（1200mm），每根梁重力荷载为41.50 KN，吊车轨道连接重力荷载为0.81KN/m。 5.围护墙用240厚砖砌墙，钢门窗（0.45 KN/m2），围护墙直接支承于基础梁。基础梁高450mm。 6.取室内外高差围150mm,得基础顶面标高为-0.7m。 根据建筑剖面，考虑基础顶面为-0.7m，确定A、B两柱截面尺寸。 上柱：bh=400400 下柱：bhhf=400800150 排架柱参数： H=12.100m, Hu =3.90m, Hl=8.20m Au=1.6105 mm2, Iu=2.13109 mm4; Al=1.775105 mm2, Il=14.38109 mm4; = Hu / H=0.322>0.3 n= Iu / Il =0.148 A= B =0.5 自重荷载： 上柱：15.6 KN 下柱：49.5KN 三、选柱

四、荷载计算 1.屋面恒载： P1AP1B2.976(120.77)109.0/2271.4KN 2

e1A20015050mm M1AM1B271.40.0513.57KNm e2250mm M2A271.40.2567.55KNm 2.雪荷载（屋面均布荷载不与雪荷载同时考虑，取两者中较大值，故只考虑雪荷载）： 坡屋面坡度角<25°，取ur＝1.0，得雪荷载标准值SK=0.6 KN/m2, 作用于一跨时： Q1A0.66(120.77)36.51KN M1A1.83KNm M2A9.13KNm 3.柱自重： P＝15.6KN 上 P＝49.5KN 下 M上＝3.9KNm 4.吊车梁： P49.50.81654.36KN 4＝ M4＝54.360.3519.03KNm 5.吊车荷载： DMAX在A柱时: P4ADMAX215(10.2667)268.75KN M4A268.750.3594.06KNm P4ADMIN45(10.2667)56.25KN M4B56.250.3519.69KNm 横向水平荷载： 20/5t 吊车一个轮子横向水平制动力 T0.1(20075)/46.88KN 当一台20/5t 吊车作用时 TMAX6.95(10.2667)8.6KN 6.风荷载： q11.42.944.12KN/m 3

q21.41.842.58KN/m FW12.20KN 荷载汇总表 荷载类型 简图 A柱 N（KN） M(KNm) 恒载 G1=271.4 G2=69.96 M1=13.57 M2=48.52 雪荷载 G1=36.51 M1=1.83 M2=9.13 Dmax在A 吊车 竖向荷载 Dmax=258.00 Dmin=56.25 Mmax=94.06 Mmin=19.69 吊车横向 水平荷载 Tmax=8.60 风荷载

向右吹 4

q1=4.12 q2=2.58 FW=12.20 向左吹 q1=4.12 q2=2.58 FW=12.20 A柱内力汇总表 荷载类型 序号 简图 M:KN·m N: KN V: KN Ⅰ-Ⅰ M N Ⅱ-Ⅱ M N M Ⅲ-Ⅲ N V 恒载 a 10．31 287 -38.21 336.5 7.69 386.0 6.12 雪荷载 b 2.38 36.51 -6.75 36.51 1.35 36.51 1.08 吊车竖向荷载 c -36.35 0 57.71 268.75 -12.19 268.75 -9.32 5

d -7.61 0 12.08 56.25 -2.54 56.25 -1.95 横向荷载 e 26 0 26 0  109.78 0 9.63 f 风荷载 43.70 0 43.70 0 339.96 0 62.97 g -54.88 0 -54.88 0 -298.25 0 -40.26 A柱内力组合表 截面 组合目的 被组合内力序列号 M(KNm) 93.60 -135.34 -132.34 -135.34 107.05 -141.05 106.18 -132.54 562.24 -520.25 N(KN) 390.40 344.40 390.40 344.40 742.43 520.68 788.43 474.68 847.83 801.83 Mmax,相应N 1.2a0.91.4bf 1.2a0.91.4cg Mmax,相应N Ⅰ-Ⅰ Nmax，相应Mmax 1.2a0.91.4bcg 1.2a0.91.4cg 1.2a0.91.4cf 1.2a0.91.4bdg 1.2a0.91.4bcf 1.2a1.4g Nmin，相应Mmax Mmax,相应N Mmax,相应N Ⅱ-Ⅱ Nmax，相应Mmax Nmin，相应Mmax Mmax,相应N Ⅲ-Ⅲ 1.2a0.91.4bcef 1.2a0.91.4deg Mmax,相应N 6

Nmax，相应Mmax 1.2a0.91.4bcef 1.2a1.4f 562.24 572.70 847.83 534.08 Nmin，相应Mmax 材料： C30 混凝土 fc=14.3 N/mm2, ft=1.43N/mm2, ftk=2.01N/mm2 钢筋用HRB335 fy =fy’=300N/mm2, Es=2.0 105 N/mm2 箍筋用HRB235，fy =210 N/mm2 柱截面参数： 上柱Ⅰ-Ⅰ截面： b=400 mm, h=400 mm, A=1.6 105 mm2 a=a’=45mm, h0=400-45=355 mm, 上柱排架方向计算长度 l0=2.0 HU=7800 mm 下柱 Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面：bf＝100 mm，hf＝162.5 mm，h＝800 mm A=1.775105 mm2,a=a=45 mm, h0=800-45=755mm, 下柱排架方向计算长度 l0=1.0 HU=8200mm 五、柱的配 10.80.55 筋计算 相对受压区高度：b1fyEscu130021050.0033Ⅰ-Ⅰ截面： Nbfcbbh014.30.554003551116.83KN Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面：Nbfcbbh0bfbhf1290.93KN 各组轴力中N都小于Nb,各控制截面都是大偏压，均用N小，M大的内力组合作为配筋依据：其中 Ⅰ-Ⅰ截面以 M135.34KNm N344.4KN Ⅱ-Ⅱ，Ⅲ-Ⅲ截面以 M572.74KNm N534.08KN 计算 A柱截面配筋计算表 截面 内力 M(KNm) N(KN) Ⅰ-Ⅰ 135.34 344.4 310.45 20 330.45 7800 1.0 1.0 Ⅲ-Ⅲ 572.74 534.08 851.73 26.67 878.4 8200 1.0 1.0 e0M/N(mm) eamax(20,h)(mm) 30eie0ea(mm) l02HU;l0H1(mm) 10.5fcAc/N1.0 21.15(0.01)l0/h1.0 7

l0112 eih14000h1 21.292 1.065 NNx或x(mm) bfcbffc 93.37>2a 6.02< 2a=80 FVaF1.2h56.755(mm2)，按构造配筋 0.85h0fyfy8

柱子的吊装验算 q11.755105/106254.44KN/m q21.6105/106254.0KN/m 0.20.2q3(0.80.2)0.60.425/0.69.67KN/m 2七、柱子吊装 阶段验算 算得裂缝宽度：D面 M1.530.42106s183.76N/mm2 0.87h0As0.87355804D面：te＝As804＝＝0.01005 Ate0.5400400用te和d22mm，查得 ss200N/mm2s 满足条件 因为McMb，所以只计算B面： M1.541.52106s66.82N/mm2 0.87h0As0.877551419te＝As1419＝＝0.01599 Ate0.5100800300162.5用te和d18mm，查得 ss200N/mm2s 满足条件 1. 设计资料：地下水位标高为-5.000m,承载力特征值fa200KN/m2，地下1.5 m左右为中密粗砂，基础梁按照GB04320选用，顶面标高为-0.15m。 八、A柱 基础设计 基础用C20混凝土，fc9.6N/mm2，ft1.10N/mm2 钢筋用HRB235，fy210N/mm，钢筋的保护层厚度为40 mm 基层采用C10 混凝土，厚 100 mm

9

2 先按构造要求假定基础尺寸：H＝1200 mm，分三个阶梯，每阶高度400 mm， 柱插入深度H900mm，杯底厚250mm， H011155mm，H021150mm，杯壁最小厚度t＝375mm，H1400mm，t＝0.94，故杯壁可以不配筋，柱H1截面尺寸为400800。 2. 基础底面尺寸的确定： 荷载计算： 基础梁传来的荷载： 16.2KN 梁自重 0.240.45625＝ 窗重 (0.93.6)3.60.457.29KN 墙（圈梁） 1.6510.20.1560.93.63.60.2419254.45KN PK277.94KN P1.2PK333.53KN PK，P对基底的偏心距 ew120400520mm MkPKew333.53KN M173.44KNm 柱传来荷载与基础梁传来荷载效应标准组合（对基础底面） 内力种类 轴 向 Mmax 及相应N、V691.26 Mmax 及相应N、V654.75 柱传来（NK） 10

力 基础梁传来（PK） 合计（NK） 柱传来 柱剪力产生277.94 969.20 446.59 93.42 -144.53 395.48 277.94 932.69 -412.53 -63.71 -144.53 -620.77 弯 距 （1.2VK） 基础梁传来 合计（Mdk） 底面尺寸： 先按Nmax，考虑，取m＝20KN/m3 ANK969.205.98m2，取底面积为1.4A8.37m2 famd200201.92取 bl3.92.6m 3.底面尺寸选取与地基承载力验算 地基承载力： Gk1201.938KN/m2 W2.63.926.59m3 bl6PkmaxNkGkMdkNGkMdk Pkmink blWblWPkmaxPkmin均小于fa220KN/m2 2地基反力计算见下表，由该表可见，基础底面无拉应力，且最大压应力 同时有172.89<1.2fa264(KN/m2)，满足要求 地基反力标准值计算表 Mmax组合 129.98 38 Mmax组合 -133.58 38 Nk blGk blMdk W94.20 224.18 35.78 基础边缘最大地基静反力设计值见下表 93.80 227.38 839.78 2P(KNm) kmax2P(KNm) kmin4.基础高度验算 11

在Mmax情况中，基底未全部受压，edMd774.400.69m Nd1135.333,90.691.26m 2基底合力作用点到基底最大压力边缘的距离 aPmax2Nd21135.33231.04KN/m2 3aL231.262.6基础边缘最大地基静反力设计值计算表 柱传来轴力(N) 基础梁传来轴力(P) +Mmax组合 1318.01 277.94 129.98 -412.53 -63.71 -144.53 -620.77 94.20 -Mmax组合 1354.52 277.94 133.58 -411.18 -62.41 -144.53 -618.12 93.80 N bl柱传来弯距(M) 柱剪力产生（1.2VK）弯距 基础梁产生弯距 合计M M WPmaxNM blWNM blW224.18 227.38 Pmin35.78 .39.78 5.验算柱边冲切 12

显然以Mmax的基底反力验算，根据比例关系，得到： Pn1139.22KN Pn2168.84KN Pn3198.46KN 进行冲切验算： 11截面：H0I11200451155mm

b2H0I14002*11552710mmbH0I140011551555mm 属于b2H0I1L2bH0I1情况 LhVLPNMAX1H0I1L2237.28KN 22Vu0.7hftbH0I1H0I11341.5103Vl 满足要求 算得为0.97 h6.底板配筋计算 计算过程见下表：

13

底板配筋计算表 截面 Ⅰ1 370．26 Ⅰ2 399．88 Ⅰ3 429．50 Ⅱ 233．02 P(KN/m2) C2(m2) E(m) M1PC2E 483.90.8 29.613.91.8 24.413.92.8 21.212.60.4 24.8422.60.45.6 22.61.56.7 22.62.67.8 23.90.88.6 415．12 246．15 78．17 202．07 (KNm) As(mm2) 1901．65 1725．01 1165．06 929．70 实配钢筋(mm) 218φ12，即12@180, As2035.80mm2 20φ10,即10@200， 按构造配As1571mm2 14