单层混凝土结构工业厂房设计

单层混凝土结构工业厂

房设计

：PBGCG-0857-BTDO-00-PTT1998

Document number

单层厂房排架结构设计实例

A Design of Example for Mill Bents of One-story Industrial Workshops

设计资料及要求

1．工程概况

某机修车间为单跨厂房，跨度为24m，柱距均为6m，车间总长度为66m。每跨设有起重量为20/5t吊车各2台，吊车工作级别为A5级，轨顶标高不小于。厂房无天窗，采用卷材防水屋面，围护墙为240mm厚双面清水砖墙，采用钢门窗，钢窗宽度为3. 6m，室内外高差为l50mm，素混凝土地面。建筑平面及剖面分别如图3-76和图3-77所示。

图3-76

图3-77

2．结构设计原始资料

厂房所在地点的基本风压为0.35kN/m2，地面粗糙度为B类；基本雪压

为。．0.30kN/m2。风荷载的组合值系数为，其余可变荷载的组合值系数均为0 7。土壤冻结深度为，建筑场地为I级非自重湿陷性黄土，地基承载力特征值为l65kN/m：，地下水位于地面以下7m，不考虑抗震设防。

3．材料

基础混凝土强度等级为C20;柱混凝土强度等级为C30。纵向受力钢筋采用HRB335级、HRB400级；箍筋和分布钢筋采用HPB235级。

4．设计要求

分析厂房排架内力，并进行排架柱和基础的设计； 构件选型及柱截面尺寸确定

因该厂房跨度在l5-36m之间，且柱顶标高大于8m，故采用钢筋混凝土排架结构。为了保证屋盖的整体性和刚度，屋盖采用无檩体系。由于厂房屋面采用卷材防水做法，故选用屋面坡度较小而经济指标较好的预应力混凝土折线形屋架及预应力混凝土屋面板。普通钢筋混凝土吊车粱制作方便，当吊车起重量不大时，有较好的经济指标，故选用普通钢筋混凝土吊车粱。厂房各主要构件造型见表3-16。

由设计资料可知，吊车轨顶标高为9. 80m。对起重量为20/5t、工作级别为A5的吊车，当厂房跨度为24m时，可求得吊车的跨度Lk=24-0. 75×2=22. 5m，由附表4可查得吊车轨顶以上高度为;选定吊车梁的高度hb=，暂取轨道顶面至吊车梁顶面的距离ha=，则牛腿顶面标高可按下式计算：

牛腿顶面标高=轨顶标高-hb-

ha=

由建筑模数的要求，故牛腿顶面标高取为8. 40m。实际轨顶标高=8. 40+1. 20+=9. 80m>9. 60m。

考虑吊车行驶所需空隙尺寸h7=220mm，柱顶标高可按下式计算：

柱顶标高=牛腿顶面标高+hb+吊车高度+ha，

=8. 40+1. 20+0. 20+2. 30+0. 22=

故柱顶（或屋架下弦底面）标高取为12. 30m。

取室内地面至基础顶面的距离为，则计算简图中柱的总高度H、下柱高度Hl和上柱高度

Hu分别为

H=+0. 5=12. 8m

Hl=+0. 5= Hu=—=

根据柱的高度吊车起重量及工作级别等条件，可由表3-5并参考表3-7确定柱截面尺寸为A、B轴

上柱 口bh400mm400mm

下柱 bfhbhf400mm900mm100mm150mm 定位轴线

横向定位轴线除端柱外，均通过柱截面几何中心。对起重量为20/5t、工作级别为A5的吊车，由附表4可查得轨道中心至吊车端部距离B1260mm;吊车桥架外边缘至上柱内边缘的净空宽度，一般取B280mm。

对边柱，取封闭式定位轴线，即纵向定位轴线与纵墙内皮重合，则B3400mm，故 B2eB1B375026040090mm80mm亦符合要求。 计算简图确定

由于该机修车间厂房，工艺无特殊要求，且结构布置及荷载分布（除吊车荷载外）均匀，故可取一榀横向排架作为基本的计算单元，单元的宽度为两相邻柱间中心线之间的距离，即

B6.0m，如图3-78(b)所示；计算简图如图3-78(a)所示。

（a）

（b） 图3-78

荷载计算

1. 永久荷载

（l）屋盖恒载

为了简化计算，天沟板及相应构造层的恒载，取与一般屋面恒载相同。

两毡三油防水层 0.35kN/m2 20mm厚水泥砂浆找平层 200.020.40kN/m2 100mm厚水泥蛭石保温层 50.10.50kN/m2 一毡两油隔气层 0.05kN/m2 20mm厚水泥砂浆找平层 200.020.40kN/m2 预应力混凝土屋面板（包括灌缝） 1.40kN/m2 屋盖钢支撑 0.05kN/m2

3.15kN/m2 图3-79 A、B柱永久荷载作用位置相同 屋架自重重力荷载为l06kN/榀，则作用于柱顶的屋盖结构自重标准值为 G13.15624106279.80kN 22(2)吊车梁及轨道自重标准值 G339.50.8644.30kN

(3)柱自重标准值

A、B轴 上柱G4AG4B43.915.60kN 下柱G5AG5B4.698.941.74kN

各项永久荷载作用位置如图3-79所示。

2．屋面可变荷载

由《荷载规范》查得，屋面活荷载标准值为㎡,屋面雪荷载标准值为㎡，由于后者小于前者，故仅按屋面均布活荷载计算。作用于柱顶的屋面活荷载标准值为 Q10.562436.00kN 2Q1的作用位置与G1作用位置相同，如图3-79所示。

3．吊车荷载

对起重量为20/5t的吊车，查附表4并将吊车的起重量、最大轮压和最小轮压进行单位换算，可得：

Q200kN,Pmax215kN, Pmin45kN, B5.55m,K4.40m, Q175kN

根据B及K，可算得吊车梁支座反力影响线各轮压对应点的竖向坐标值，如图3-80所示，据此可求得吊车作用于柱上的吊车荷载。

图3-80

(1)吊车竖向荷裁 吊车竖向荷载标准值为

DmaxPmaxyi

215(10.8080.2670.075) 462.25kN

DminPminyi

45(10.8080.2670.075) 96.75kN (2)吊车横向水下荷藏

作用于每一个轮子上的吊车横向水平制动力为

11 T(QQ1)0.1(20075)6.875kN

44 同时作用于吊车两端每排架柱上的吊车横向水平荷载标准值为 TmaxTyi6.875(10.8080.2670.075)14.78kN

4．风荷载

风荷载标准值按式（3—12）计算，其中基本风压00.35kN/mm2按B类地面粗糙度，根据厂房各部分标高（图3—77），由附表3-1可查得风压高度变化系数z为 柱顶（标高） z1.0 檐口（标高） z1.129 屋顶(标高） z1.170

风荷载体型系数s如图3-81(a)所示，则由式(3-12)可求得排架迎风面及背风面的风荷载标准值分别为

1kzs1z01.00.81.00.350.298kN/m2 2kzs2z01.00.41.00.350.149kN/m2 则作用于排架计算简图(图3-81b)上的风荷载标准值为

q10.2986.01.79kN/m

q20.1496.00.kN/mFw[(s1s2)zh1(s3s4)zh2]z0B

[(0.80.5)1.1292.3(0.60.5)1.171.4]1.00.356.0 6.75kN

图3-81 排架内力分析有关系数

厂房为等高排架可用剪力分配法进行排架内力分析。由于该厂房的A柱和B柱的柱高、截面尺寸等均相同，故这两柱的有关参数相同。

1．柱顶剪力分配系数

柱顶位移系数 和柱的剪力分配系数 分别计算，结果见下表

柱号 nIu/IL C03/13(1/n1) Hu/H n0.109 0.305 H3/C0EIl C02.435 AB0.2101010H3i1/i 1/i A、B柱 E AB0.5 由上表可知，AB1.0。

2.单阶变截面柱柱顶反力系数

由表3-9中给出的公式可分别计算不同荷载作用下单阶变截面柱的柱顶反力系数， 计算结果见表3-19。

表 3-19 简图 112(1)3n C1213(11)n 柱顶反力系数 A柱和B柱 312 C31213(1)n (2a)(1a)223a[(23a)]1n C52311(1)n2 114(1)3nC11 813(11)n

3．内力正负号规定

本例题中，排架柱的弯矩、剪力和轴力的正负号规定如图3-82所示，后面的各弯矩图和柱底剪力均未标出正负号，弯矩图画在受拉一侧，柱底剪力按实际方向标出。

图 3-82

排架内力分析

1．永久荷载作用下排架内力分析

永久荷载作用下排架的计算简图如图3-83（a）所示。 图中的重力荷载 及力矩 根据图3-79确定，即

G1G1279.80kN

G2G3G444.3015.6059.90kN G3G5A41.74kN

M1G1e1279.800.0513.99kNm

M2(G1G4A)e0G3e3(279.8015.60)0.2544.300.360.56kNm

由于图3-83(a)所示排架为对称结构且作用对称荷载，排架结构无侧移，故各柱可按顶为不动铰支座计算内力。按照表3-19计算的柱顶反力系数，柱顶不动铰支座反力Ri可根据表3-9所列的相应公式计算求得，即

RAM1M13.992.14360.561.104C12C37.57kN() HH12.8RA7.57kN()

求得柱顶反力Ri后，可根据平衡条件求得柱各截面的弯矩和剪力。柱各截面的轴力为该截面以上重力荷载之和。恒载作用下排架结构的弯矩图、轴力图和柱底剪力分别见图3-83(b)、(c)。

图3-83

2．屋面可变荷载作用下排架内力分析

排架计算简图如图3-84(a)所示。屋架传至柱顶的集中荷载Q136kN,它在柱顶及变阶处引起的力矩分别为

M1A36.000.051.80kNmM1B M2A36.000.259.00kNmM2B

按照表3-19计算的柱顶反力系数和表3-9所列的相应公式可求得柱顶不动铰支座反力Ri即

RAM1AM1.802.1439.001.104C12AC31.08kN() HH12.8RB1.08kN()

则排架柱顶不动铰支座总反力为：

RRARB1.081.080kN()

排架各柱的弯矩图、轴力图及柱底剪力如图3-84（b)、（c)所示。

图 3-84

3．屋面可变荷载作用下排架内力分析

（1）Dmax作用于A柱

计算简图如图3-86(a)所示。其中吊车竖向荷载Dmax、Dmin在牛腿顶面处引起的力矩分别为：

MADmaxe3462.250.3138.68kNm MBDmine396.750.329.03kNm

按照表3-19计算的柱顶反力系数和表3-9所列的相应公式可求得柱顶不动铰支座反力Ri分别为

RARBMA138.68C31.10411.96kN() H12.8MB29.03C31.2682.27kN() H12.8RRARB11.962.279.69kN()

排架各柱顶剪力分别为

VARAAR11.960.59.696.98kN() VBRABR2.270.59.697.12kN()

排架各柱的弯矩图、轴力图及柱底剪力如图3-86（b)、（c)所示。

图 3-86

（2）Dmax作用于B柱

同理，将 作用于A柱情况的A、B柱内力对换，并改变内力符号可求得各柱的内力。

（3）Tmax作用于AB跨柱

当AB跨作用吊车横向水平荷载时，排架计算简图如图3-90(a)所示。 由表3-9得 , a(3.91.2)/3.90.692则柱顶不动铰支座反力RA、RB分别为

RATmaxC514.780.5598.26kN() RBTmaxC514.780.5598.26kN()

排架柱顶总反力R为

RRARB8.268.2616.52kN()

各柱顶剪力分别为

VARAAR8.260.516.520

VBRBBR8.260.516.520

排架各柱的弯矩图及柱底剪力值如图3-90（b)所示。当Tmax方向相反时，弯矩图和剪力图只改变符号，数值不变。

图 3-90

4．风荷载作用下排架内力分析

（1） 左吹风时

计算简图如图3-92（a)所示。

柱顶不动铰支座反力RA、RB及总反力R分别为

RAq1HC111.7912.80.3167.47kN() RBq2HC110.12.80.3263.71kN()RRARBFW7.473.716.7517.93kN()

各柱顶剪力分别为

VARAAR7.470.517.931.50kN() VBRBBR3.710.517.935.26kN()

排架内力图如图3-92（b)所示。

（2） 右吹风时

将图3-92(b)所示A、B柱内力图对换，并改变内力符号后即可。

图 3-92

内力组合

以A柱内力组合为例。控制截面分别取上柱底部截面I-I、牛腿顶截面ⅡⅡ和下柱底截面Ⅲ-Ⅲ，如图3-53所示。表3-20为各种荷戴作用下A柱各控制截面的内力标准值汇总表。

表中控制截面及正号内力方向如表3-20中的例图所示。荷载效应的奉基本组合设计值按式(3-24)进行计算。在每种荷载效应组合中，对矩形和I形截面柱均应考虑以下四种组合，即

(1)Mmax及相应的N、V (2)Mmax及相应的N、V; (3)Nmax及相应的M、V； (4)Nmin及相应的M、V。

表 3-20

吊车水平荷载效应SQK Tmax作用吊车竖向荷载效应SGK 风荷载效应SQK 控制截面及正向内力 荷载永久荷载效类别 应SGK 屋面可变荷载效应SGK Dmax作用在Dmax作用在A柱 B柱 在AB跨 左风 右风 弯矩图及柱底截面剪力 ② ③ 0 ④ 0 ⑤ 0 0 0 0 + 0 ⑥ 0 0 0 ⑦ 0 0 0 序号 I-I MK NK ① II-II MK NK MK III-III NK VK 由于本例不考虑抗震设防，对柱截面一般不需进行受剪承载力计算。故除下柱底截面Ⅲ-Ⅲ外，其他截面的不利内力组合未给出所对应的剪力值。

对柱进行裂缝宽度验算和基础地基承载力计算时，需采用荷载效应的标准组合和准永久组合的效应设计值。表3-2l和表3-22为A柱荷载效应的基本组合和标准组合。

表 3-21

基本组合（可变荷载控制）截面内力组合 +Mmax及相应的N,V -Mmax及相应的N,V Nmax及相应的M,V Nmin及相应的N,V SdGjSGjkQ1L1SQ1KQiL1ciSQik标准组合:SdSGjkSQ1KciSQik j1i2j1i2mnmnI-I M N ×①+×⑥+××② ①+××③+××⑥ ①+××④+×××③+×⑦ ×①+××⑦+××② ×+××⑥+××② ×①+××③+×[×②+×（⑥+⑦）] ①+××⑥+××② ①+××⑦+××⑥ II-II M N M N ×①+×⑥+××②+××③+××⑤) ①+×⑦+××（④＋⑤） ×①+××③+××（②+×⑤） ①＋×⑥+××（②+×③+×⑤） III-III V Mk NK VK ①+⑥+[×(②+③)×③+×⑤] ①＋⑦＋××④+××⑤ ①+×③+×②+××⑤+×⑥ ①＋⑥＋（×③+××⑤）

表 3-22

基本组合（永久荷载控制）截面内力组合 +Mmax及相应的N,V -Mmax及相应的N,V Nmax及相应的M,V Nmin及相应的N,V SdGjSGjkQiL1ciSQik j1i1mnI-I M N M ×+×（×②+×⑥） ①+×（××④+××③+×⑦） ×①+×（×⑥+×②） ①+×（×⑥+×②） II-II N M III-III N V ①+×（×③+×⑥） ×①+×（×⑦+×②） ×①+×[××③+×②+×（⑥+⑦）] ①+××（⑥＋⑦） ×①+×[×②+××（③+⑤）+×⑥] ①+×[×⑦+××（④＋⑤）] ×①+×[×②+××（③+⑤)） ①＋×（×②+××③+×⑥）

柱截面设计

2仍以A柱为例。混凝土强度等级为C30,fc14.3N/mm, ftk2.01N/mm2;纵向钢

筋采用HRB400级，ftk2.01N/mm2，b0.518。上、下柱均采用对称配筋。

1．选取控制截面最不利内力

对上柱，截面的有效高度取 h040045355mm，则大偏心受压和小偏心受压界限破坏时对应的轴向压力为

Nb1fcbh0b1.014.34003550.5181051.85kN

当

NNb1051.85kN时,为大偏心受压;由表3-21表3-23可见,上柱I—I截面共有

8组不利内力。经ei判别,其中8组内力均为大偏心受压，对8组大偏心受压内力，按照“弯矩相差不多时，轴力越小越不利；轴力相差不多时，弯矩越大越不利”的原则，可确定上柱的最不利内力为

M66.38kNm N295.40kN 对下柱，截面的有效高度取破坏时对应的轴向压力为

h090045855mm，则大偏心受压和小偏心受压界限

Nb1fc[bh0b(bfb)hf]1.014.3[1008550.518(400100)150]''

1276.38kN 当

NNb1276.83kN,且弯矩较大时,为大偏心受压。由表3-21-表3-23可见，

下柱Ⅱ一Ⅱ和Ⅲ一Ⅲ截面共有16组不利内力。经用ei判别，其中12组内力为大偏心受压,有4组内力为小偏心受压且均满足

NNb1276.83kN，故小偏心受压均为构造配筋。对

12组大偏心受压内力，采用与上柱I-I截面相同的分析方法，可确定下柱的最不力内力为

M361.04kNmM263.86kNm N946.01kN N466.77kN

2．上柱配筋计算

由上述分析结果可知，上柱取下列最不利内力进行配筋计算：

M066.38kNm

N295.40kN

由表3-12查得有吊车厂房排架方向上柱的计算长度为

l023.97.8m

M066.38106e0224.71mmN295400

由于h/30=400/30=,取附加偏心距

ea20mm,则

eie0ea224.7120244.71mm

0.5fcA0.514.34002c3.8731.0N295400 取c1.0

s1

l178002(0)2c1()1.01.368eih244.7140015001500355h01MSM01.36866.3890.81kNm

M90.81106eie0eaea20327.41mm3N295.410

eeih/2as327.41400/245482.41mm



N2954000.1452as/h090/3550.2541fcbh01.014.3400355

故取x2as进行计算

eeih/2as327.41400/245172.41mm

ASAS

Ne295400172.41456.36mm2fy(h0a360(35545)s)

选3（三级钢）18(As763mm2)，则

As763mm2As,minminbh0.2%400400320mm2,由表3 12得，垂直于排架方向上柱的计算长度

l0/b4875/40012.19满足要求。

，则

l01.253.94.875m，0.95

)0.90.95(14.34004003607632)Nu0.9(fcAfyAs2425.94kNNmax434.07kN满足弯矩作用平面外的承载力要求。

3．下柱配筋计算

由分析结果可知，下柱取下列两组为最不利内力进行配筋计算：

M0361.04kNmM0263.86kNm N946.01kN(1)按

N466.77kN

M0361.04kNm,N946.01kN计算

l01.0Hl8.9m由表3-12可查得下柱计算长度取

b100m,bf400mm,hf150mm。

；截面尺寸

M0361.04106e0381.65mmN946010

取附加偏心距

ea900/30mm20mm,则

eie0ea381.6530411.65mmc0.5fcA0.514.3[1009002(400100)150]1.361.0N946010取c1.0

s1l1002(0)2c1()1.01.135eih411.6590015001500355h01MSM01.135361.04409.78kNmM409.78106eie0eaea30463.17mm3N946.0110eeih/2as463.17900/245868.17mmx

先假定中和轴位于翼缘内，区进入腹板内，则

N946.01165.39mmhf150mma1fcbf1.014.3400受压

xN1fc(bfb)hf1fcb9460101.014.3(400100)150211.55mm1.014.3100

，为大偏心受压构件，则

xbh00.518855442.mmhxNe1fcbx(h0)1fc(bfb)hf(h0f)22fy(h0as)946010868.171.014.3100211.55(2551867.12mm2211.55150)1.014.3(400100)150(855)22360(85545)（2）按

M0263.85kNm,N466.77kN计算

2AA867.94mmS计算方法与上述相同，计算过程从略，计算结果为S

综合上述计算结果，下柱截面选用6（三级钢筋）20（配筋的要求，即

As1884mm），且满足最下

。

AsAs,minminAmin[bh(bfb)hf2]0.2%18104360mm4．柱的裂缝宽度验算

按荷载准永久组合计算时，该单层厂房A柱的效应设计值较小，不起控制作用，因此可不对其进行裂缝宽度验算。

5．柱箍筋配置

非地震区单层厂房柱，其箍筋数量一般由构造要求控制，根据构造柱要求，上、下柱箍筋均选用 8@200。

6．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3-94所示。其中牛腿截面宽度b400mm，牛腿截面高度h600mm，

(l)牛腿截面高度验算

作用于牛腿顶面按荷载效应标准组合计算的竖向力为

FvkDmaxG3462.2544.30506.55kNh0555mm。

牛腿顶面无水平荷载，即Fhk0；

图3-94牛腿尺寸简图

2f2.01N/mm0.65tk对支承吊车梁的牛腿，裂缝控制系数；；

a15020130mm0，取a0；由式(3-27)得

(10.5Fhkftkbh02.01400555)0.65580.09kNFvkaFvk0.50.5h0

故牛腿截面高度满足要求。 (2)牛腿配筋计算

由于a15020130mm0，因而该牛腿可按构造要求配筋。根据构造要求，

Asminbh0.002400600480mm2，实际选用4（三级钢）14

2A616mms（）。水平箍筋选用8@100。

7．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。由表3-13可得柱插入杯口深度为h10.9900810mm，取h1850mm，则柱吊装时总长度为++=,计算简图如图3-95所示。

图3-95 柱吊装计算简图

（l)荷载计算

柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载，且应考虑动力系数1.5，即

q1Gq1k1.51.354.08.10kN/m

q2Gq2k1.51.35(0.41.025)20.25kN/mq3Gq3k1.51.354.699.50kN/m (2)内力计算

在上述荷载作用下，柱各控制截面的弯矩为

M111q1Hu28.103.9261.60kNm22

11M28.10(3.90.6)2(20.258.10)0.6284.20kNm22

由

MB1RAl3q3l32M202得

1M184.20q3l329.509.1534.26kN2l329.15

RA

1M3RAxq3x22 dM3RAq3x0dx令，得 xRA/q334.26/9.503.61m

则下柱段最大弯矩M3为

1M334.263.619.503.61261.78kNm2

承载力和裂缝宽度验算

763mm2AAss上柱配筋为（3三级钢18），其受弯承载力按下式进行验算：

6(h0aMufyAss)360763(35545)85.1510Nmm

85.15kNm0M11.061.6061.60kNm

裂缝宽度验算如下：

Mk61.60/1.3545.63kNm

Mk45.63106sk193.63N/mm20.87h0As0.87355763

te

As7630.009540.010.01Ate0.5400400，取te

f2.011.10.65tk1.10.650.430.01193.63tesk

cs25833mm

deq)maxcrskEs(1.9cs0.08te193.6318(1.9330.08)21050.01 0.1mm[max]0.2mm

1.90.43满足要求。

2AA1884mms下柱配筋s（6三级钢20），其受弯承载力按下式进行计算：

6(h0aMufyAss)3601884(85545)549.3710Nmm

549.37kNm0M11.084.20kNm84.20kNm

裂缝宽度验算如下：

Mk84.20/1.3562.37kNm

Mk62.37106sk44.51N/mm20.87h0As0.878551884

te

As18840.02090.010.01 Ate0.518104，取tef2.011.10.65tk1.10.650.300.2tesk0.020944.51 ，取0.2

maxcr1.90.2skEs(1.9cs0.08deqte)44.5118(1.9330.08)21050.0209 0.011mm[max]0.2mm

满足要求。 基础设计

《建筑地基基础设计规范》(GB 50007-2002)规定，对6m柱距单层排架结构单跨厂房，当地基承载力特征值为160kN/mm2fak200kN/mm2,厂房跨度l30m，吊车额定起重量不超过30t，以及设计等级为丙级时，设计时可不做地基变形验算。本例符合上述条件，故不需进行地基变形验算。下面以A柱为例进行该柱的基础设计。

基础材料：混凝土强度等级取C25,fc11.9N/mm2，ft1.27N/mm2；钢筋采用

HR335，fy300N/mm2；基础垫层采用C10素混凝土。

1．基础设计时不利内力的选取

作用于基础顶面上的荷载包括柱底（Ⅲ一Ⅲ截面）传给基础的M、N、V以及围护墙自重重力荷载两部分。按照《建筑地基基础设计规范> (GB50007-2011)的规定，基础的地基承载力验算取用荷载效应标准组合,基础的受冲切承载力验算和底板配筋计算取用荷载效应基本组台。由于围护墙自重重力荷载大小、方向和作用位置均不变，故基础最不

利内力主要取决于柱底（Ⅲ一Ⅲ截面）的不利内力，应选取轴力为最大的不利内力组合以及正负弯矩为最大的不利内力组合。经对表3-20-表3-22中的柱底截面不利内力进行分析可知，基础设计时的不利内力如表3-23。

表3-23 荷载标准组合的效应设计值 荷载基本组合的效应设计值 组别 Mk(kNm)第一组 第二组 第三组 Nk(kN) Vk(kN) M(kNm) N(kN) Vk(kN) 2．围护墙自重重力荷载计算

如图3-97所示,每个基础承受的围护墙总宽度为6m,总高度为14.65m,墙体为

320.45kN/m19kN/m240mm厚烧结普通黏土砖砌筑,重度为;钢框玻璃窗自重,按计

算,每根基础梁自重为16kN,则每个基础承受的由墙体传来的重力荷载标准值为 基础梁自重 16.70kN 墙体自重 190.24[614.65(4.81.8)3.6]292.48kN 钢窗自重 0.453.6(4.81.8)10.69kN

Nwk319.87kN

图3-9 围护墙对基础产生的偏心距为

ew120450570mm

3．基础地面尺寸及地基承载力验算

(l)基础高度和埋置深度确定

由构造要求可知，基础高度为hh1a150mm，其中h1为柱插入杯口深度，由表3-13可知，h10.9h0.9900810800mm，取h1850mm；a1为杯底厚度，由表3-14可知a1200mm，取a1250mm；故基础高度为

h850250501150mm

因基础顶面标高为0.50m，室内外高差为150mm，则基础埋置深度为 d11505001501500mm (2)基础底面尺寸拟定

基础底面面积按地基承载力计算确定，并取用荷载效应标准组合。由《建筑地基基础

设计规范》(GB 50007-2011)可查得及

d1.0，b0（黏性土），取基础底面以上土

基础的平均重度为算：

m20kN/m3，则深度修正后的地基承载力特征值

fa按下式计

fafakdm(d0.5)1651.020(1.50.5)185kN/m2 由式(3-31)按轴心受压估算基础底面尺寸，取

NkNk,maxNwk822.67319.871142.54kN 则

A

Nk1142.547.37m2famd185201.5

考虑到偏心的影响，将基础的底面尺寸再增加30%，取 Alb2.73.69.72m 基础底面的弹性抵抗矩为

11Wlb22.73.625.83m366

2(3)地基承载力验算

基础自重和土重为（基础及其上填土的平均自重取

GkmdA201.59.72291.60kNm20kN/m3）

由表3-23可知，选取以下三组不利内力进行基础底面积计算：

Mk275.57kNmNk730.22kN Vk34.34kNMk203.44kNmNk435.62kN Vk24.46kNMk219.29kNmNk822.67kN Vk21.14kN

先按第一组不利内力计算，基础底面相应于荷载效应标准组合时的竖向压力值和力矩

值分别为（图3-98a）

NbkNkGkNwk730.22291.60319.871341.68kNm

MbkMkVkhNwkew275.5734.341.15319.870.57132.74kNm 由式(3-32)可得基础底面边缘的压力为

pk,max

pk,min155.51kN/m2NbkMbk134.169132.74138.0322.77115.26kN/m2 AW9.725.83 由式(3-35a)和式(3-35b)进行地基承载力验算

pk,maxpk,min2155.51115.26135.39kN/m2fa185kN/m22

p

pk,max155.51kN/m21.2fa1.2185222kN/m2

满足要求。

取第二组不利内力计算，基础底面相应于荷载效应标准组合时的竖向压力值和力矩值

分别为(图3-98b)

NbkNkGkNwk435.62291.60319.871047.09kNm

MbkMkVkhNwkew203.4424.461.15319.870.57413.kNm 由式(3-32)可得基础底面边缘的压力为

pk,max

pk,min178.72kN/m2NbkMbk1047.09413.107.7370.9936.74kN/m2 AW9.725.83

由式(3-35a)和式(3-35b)进行地基承载力验算

pk,maxpk,min2178.7236.74107.73kN/m2fa185kN/m22

p

pk,max178.72kN/m21.2fa1.2185222kN/m2

满足要求。

取第三组不利内力计算，基础底面相应于荷载效应标准组合时的竖向压力值和力矩值

分别为(图3-98c)

NbkNkGkNwk822.67291.60319.871434.14kN

MbkMkVkhNwkew219.2921.141.15319.870.5761.28kNm 由式(3-32)可得基础底面边缘的压力为

pk,max

pk,min158.06kN/m2NbkMbk1434.1461.28147.5510.51137.04kN/m2 AW9.725.83 由式(3-35a)和式(3-35b)进行地基承载力验算

pk,maxpk,min2158.06137.04147.55kN/m2fa185kN/m22

p

pk,max158.06kN/m21.2fa1.2185222kN/m2

满足要求。

图3-98

4．基础受冲切承载力验算

基础受冲切承载力计算时采用荷载效应的基本组合，并采用基底净反力。由表3-23可知，选取下列三组不利内力；

M361.04kNmN946.01kN V34.34kNM263.85kNmM196.42kNmN466.77kNN1075.44kN V24.46kN V9.93kN

先按第一组不利内力计算,该组内力组合时，取

G1.2，不考虑基础自重及其上

土重后相应于荷载效应基本组合时的地基净反力计算如下(图3-99b)：

NbNGNwk946.011.2319.871329.kNpj,maxMbMVhGNwkew361.0434.341.151.2319.870.57181.74kNmpj,min167.99kN/m2NbMb1329.85181.74135.8231.17105.65kN/m2 AW9.725.83 按第二组不利内力计算,该组内力组合时，取

G1.0，不考虑基础自重及其上

土重后相应于荷载效应基本组合时的地基净反力计算如下(图3-99c)：

NbNGNwk466.771.0319.87786.kNpj,maxMbMVhGNwkew263.8524.461.151.0319.870.57474.30kNmpj,min162.29kN/mNbMb786.474.3080.9381.360.43kN/m2 AW9.725.83因最小净反力为负值，故基础底面净反力应按式（3-34）计算（图3-99c)

Mb474.300.603mNb786.

2e011kbe03.60.6031.197m22

pj,max2Nb2786.162.27kN/m23kl31.1972.7

最后按第三组不利内力计算,该组内力组合时，取

G1.2，不考虑基础自重及其

上土重后相应于荷载效应基本组合时的地基净反力计算如下(图3-99d)：

NbNGNwk1075.441.2319.871459.28kNpj,maxMbMVhGNwkew196.429.931.151.2319.870.5710.95kNmpj,min152.01kN/m2NbMb1459.2810.95150.131.88148.25kN/m2 AW9.725.83

基础各细部尺寸如图3-99(a)、(e)所示。其中基础顶面突出柱边的宽度主要取决于

杯壁厚度t，由表3-14查得t300mm，取t325mm，则基础顶面突出柱边的宽度为t75mm32575400mm。杯壁高度取为h2500mm。根据所确定的尺寸可知，变阶处的冲切破坏锥面比较危险，故只须对变阶处进行受冲切承载力验算。冲切破坏锥面如图

3-99中的虚线所示。

atbc800mm4008001200mm

取保护层厚度为45mm，则基础变阶处截面的有效高度为：

h065045605mm

abat2h0120026052410mm由式(3-37)可得

am(atab)/2(12002410)/21805mm

Al(3.61.72.71.20.605)2.7(0.605)20.91m22222

因为变阶处的截面高度h650mm800mm，故得

FlpjAlpj,maxAl167.990.91152.87kNbp1.0。由式(3-36)和式(3-38)可

0.7hpftamh00.71.01.271805605970.81kNFl152.87kN受冲切承载力满足要求。

5.基础底板配筋计算

(l)柱边及变阶处基底净反力计算

由表3-23中三组不利内力设计值所产生的基底净反力见表3-24，如图3-99所示，其

pj,I中起控

为基础柱边或变阶处所对应的基底净反力。经分析可知，第一组基底净反力不

制作用。基础底板配筋可按第二组和第三组基底净反力计算。

表 3-24

基地净反力 第一组 第二组 0 第三组 pj,max(kN/mm2)pj,I(kN/mm)2 变阶处 柱边处 pj,min(kN/mm2) （2）柱边及变阶处弯矩计算

基础的宽高比为

(3.60.920.4)/[2(1.150.5)]0.95/0.651.462.5

第二组不利内力时基础的偏心距为

1e0Mb/Nb474.30/786.0.603m3.60.6m6

对于第二组不利内力，由于基础偏心距大于1/6基础宽度，则在沿弯矩作用方向上，任意截面I-I处相应于荷载效应基本组合时的弯矩设计值M可按式(3-44)计算，在

垂直于弯矩作用方向上，柱边截面或截面变高度处相应于荷载效应基本组合时的弯矩设计值M仍可近似地按式(3-45)计算。

柱边处截面的弯矩: 先按第二组内力计算，即

M12a1[(2la)(pj,maxpj,)(pj,maxpj,)l]12

11.352[(22.70.4)(162.27101.42)(162.27101.42)2.7]12 257.23kNm



M1(la)2(2bb)(pj,maxpj,min)48

1(2.70.4)2(23.60.90)(162.270)144.86kNm48

再按第三组内力计算，即

M12a1[(2la)(pj,maxpj,)(pj,maxpj,)l]12

11.352[(22.70.4)(152.01150.06)(152.01150.06)2.7]12 266.kNm



M1(la)2(2bb)(pj,maxpj,min)48

1(2.70.4)2(23.60.90)(152.01148.25)268.03kNm48

变阶处截面的弯矩先按第二组内力计算，即

M12a1[(2la)(pj,maxpj,)(pj,maxpj,)l]12

10.952[(22.71.2)(162.27119.45)(162.27119.45)2.7]12 148.53kNm



M1(la)2(2bb)(pj,maxpj,min)48

1(2.71.2)2(23.61.7)(162.270)67.70kNm48

再按第三组内力计算，即

M12a1[(2la)(pj,maxpj,)(pj,maxpj,)l]12

10.952[(22.71.2)(152.01151.02)(152.01151.02)2.7]12 150.62kNm



M1(la)2(2bb)(pj,maxpj,min)48

1(2.71.2)2(23.61.7)(152.01148.25)125.26kNm48

(3)配筋计算

基础底板受力钢筋采用HRB335级(力钢筋截面面积可由式(3-42)计算：

fy300N/mm2),则基础底板沿长边b方向的受

M266.106As4.55mm20.9h0fy0.9(115045)300M150.62106As922.07mm20.9h0fy0.9(65045)300

将计算的钢筋面积换算为单位宽度的钢筋面积，选用（二级钢） 基础底板沿短边l方向的受力钢筋截面面积可由式(3-43)计算：

M268.03106As906.58mm20.9(h0d)fy0.9(11504510)300M125.26106As779.77mm20.9(h0d)fy0.9(6504510)300考虑构造要求选用（二级钢）@20

6．基础配筋如图3-100所示

图3-100