1、單層工業廠房混凝土排架課程設計1.1柱截面尺寸確定設室內地面至基礎頂Hl、上柱高度Hu分由圖2可知柱頂標高為12.4 m，牛腿頂面標高為8.6m， 面的距離為0.5m，則計算簡圖中柱的總高度H、下柱高度 別為：H = 12.4m+0.5m=12.9m， Hl =8.6m+0.5m=9.1m Hu=12.9m- 9.1m=3.8m242并參考表244根據柱的高度、吊車起重量及工作級別等條件，可由表 確定柱截面尺寸，見表1。表1柱截面尺寸及相應的計算參數計算參數截面尺寸面積慣性矩自重柱號/mm/mm 2/mm/(KN/ m)A , B上柱矩400X4001.6 X 105821.3X 104.0下

2、柱I400 X 900 X 100 X 1501.875 X 1058195.38 X 104.69本例僅取一榀排架進行計算，計算單元和計算簡圖如圖 1所示。、.丿- - -0.35KN/m220X 0.02=0.4 KN/m2 4X 0.1=0.4 KN/m20.05 KN/m220X 0.015=0.3 KN/m21.4 KN/m22.900 KN/m21.2荷載計算1.2.1恒載(1).屋蓋恒載：兩氈三油防水層20m m厚水泥砂漿找平層100mm厚水泥膨脹珍珠巖保溫層一氈二油隔氣層15m m厚水泥砂漿找平層；預應力混凝土屋面板(包括灌縫)天窗架重力荷載為2X 36 KN /榀，天溝板2.

3、02 KN/m，天溝防水層、找平層、找 坡層1.5 KN/m，屋架重力荷載為106 KN /榀，則作用于柱頂的屋蓋結構重力荷 載設計值為：Gi=1.2X (2.90 KN/m 2X 6nX 24m/2 + 2X 36 KN/2 + 2.02 KN/m X 6m + 1.5 KN/m X 6n+ 106 KN/2) =382.70KN(2)吊車梁及軌道重力荷載設計值：G3=1.2X( 44.2kN + 1.0KN/mx 6n) =50.20 KN(3)柱自重重力荷載設計值：上柱G4a= G4b =1.2X4kN/mX 3.8m =18.24 KN下柱G5a= G5b=1.2X 4.69kN/mX

4、 9.1m =51.21 KN各項恒載作用位置如圖2所示。卜上T(31=50. 10)01=382.70I n/0)! 0382.70,b00,4=18.241；尸 5（）.弓hi-：JuDg/ 冷W： kN）1.2.2屋面活荷載屋面活荷載標準值為0.5 KN/m2,雪荷載標準值為0.35 KN/m2,后者小于前者, 故僅按前者計算。作用于柱頂的屋面活荷載設計值為：Q1=1.4X 0.5 KN/m2X 6nX< 24m/2=50.40KNQ1的作用位置與G1作用位置相同，如圖2所示。1.2.3風荷載風荷載標準值按式（2.5.2）計算，其中0=0.35 KN/m2 , z=1.0, Uz根

5、據 廠房各部分標高及B類地面粗糙度由附表5.1確定如下：Uz=1.067Uz=1.120Uz=1.184Uz =1.247Uz =1.256可得排架迎風面及背風面的風荷載標準值分別為:柱頂（標高12.40m）檐口（標高14.30m）天窗架壁底（標高16.99m）天窗架壁頂（標高19.86m）屋頂（標高20.31m）0=1.0 X 0.8 X 1.067 X 0.35 KN/m 2 =0.299 KN/m2Us如圖3a所示，由式（2.5.2）1k = z Us1 Uz2k = zUs2 Uz 0=10 X 0.8 X 1.067 X 0.35 KN/m 2 =0.299 KN/m2則作用于排架計

6、算簡圖（圖3.b）上的風荷載設計值為:2q1=1.4X 0.299 KN/m X 6.0m =2.51KN/m2q2=1.4X 0.187 KN/m X 6.0m =1.57KN/mFW= Q (Us1 +Us2)Uzh1 + (Us3+Us4)Uzh2+(Us5 +Us6)Uzh3=1.4X (0.8 + 0.5) X0.6) X 1.247 X 2.87=24.51 KN2KN/m X 6.0mJI+ r .M OHa、. n十匕.J1.120 X 1.9m+ (-0.2 + 0.6) X 1.184 X 2.69 + (0.6 + X 1.0 X 0.35tI'B=5.55m ,

7、 K=4.40m , g=75KN ,1.2.4吊車荷載 由表2.5.1可得200/50KN吊車的參數為：Q=200KN , Fp,max=215KN , Fp,min =45KN。根據B及K，可算得吊車梁支座反力影 響線中歌輪壓對應點的豎向坐標值，如圖 4所示。(1)吊車豎向荷載由式(2.5.4)和式(2.5.5)可得吊車豎向荷載設計值為：Dmax = Q Fp,max yi=1.4X215 KNX (1 + 0.080 + 0.267 + 0.075)=647.15 KNDmi n= q Fp, min yi=1.4X 45 KNX 2.15=135.45 KNi_n - OCOC一X&g

8、t;、一 u_一1_王G_ _ - f7即I WTMiZ卜支Mi（2）吊車橫向水平荷載 作用于每一個輪子上的吊車橫向水平制動力按式（2.5.6）計算，即11T=（Q+g） = X 0.1 X（ 200KW 75KN =6.875 KN44作用于排架柱上的吊車橫向水平荷載設計值按式（2.5.7 ）計算，即T max= qT yi = 1.4X 6.875 KN X 2.15=20.69 KN1.3排架內力分析該廠房為單跨等高排架，可用剪力分配法進行排架內力分析。其中柱的剪力分配系數i按式（2.5.16）計算，結果見表2 。表2 柱剪力分配系數柱別n =lu/li3C0=3/1+(1/n-1)1/

9、 iHu/H3=H /C0EI li=1/ iA，B柱n=0.1090.295C 0=2.48010 H 3A= b=0.20610 10 A= b=0.51.3.1恒載作用下排架內力分析恒載作用下排架的計算簡圖如圖5所示。圖中的重力荷載G及力矩M是根據圖2 確定，即G1 = G1 =382.70KN ； G2=G3+G4a =5O.2OKN+18.24KN=68.44KNG3= G5a =51.21KN ;M1= G1e1=382.70KNX 0.05m=19.14 KN mM 2 =( G 1+ G4A) eo G 3 e3=(382.70 KN+18.24 KN) X 0.25m 50.

10、20 KN X 0.3m=85.18 KN m(b)521.223/.6B382.70?I 502.3S”丄QII一冷n樸I4VLnB5垣弱作斤下拮蠻內力E由于圖5a所示排架為對稱結構且作用對稱荷載, 按柱頂為不動鉸支座計算內力。柱頂不動鉸支座反力 應公式計算，排架結構無側移，故各柱可R可根據表2.5.2所列的相C =3C 1=2Ra = MH1C1H1% n3=2.122 , C3=313(1 1)2nMo _19.14KN m 2.12285.18KN m匸C3 =13(11 =1.1321)1132 =10.62 KN12.9mRB =-10.62 KN求得Ri后，可用平衡條件求出柱各截

11、面的彎矩和剪力。柱各截面的軸力為該 截面以上重力荷載之和，恒載作用下排架結構的彎矩圖和軸力圖分別見圖 5.b,c。 圖5.d為排架柱的彎矩、剪力和軸力的正負號規定。1.3.2屋面活荷載作用下排架內力分析排架計算簡圖如圖6a所示。其中Q =50.4 KN，它在柱頂及變階處引起的力矩 為Ma=50.4KNX 0.05m=2.52 KN m ; M2A =50.4KNX 0.25m=12.60 KN m。對于 A柱, G =2.122，C3=1.132，貝U12.9mRa如M2ac3=2.52KN m 2. 14 *(1 1)C11=n =0.329 12.RB =- q2 H C11=-1.57K

12、N/mX 12.9mX 0.329=-6.66 KN(KN mKN()RB =-1.53 KN( )6b.c所示。排架各柱的彎矩圖、軸力圖及柱底剪力圖如圖i3fb)f </Jr3.29/-J dJ 1 *2.522.5250.AO0 6因1.3.3風荷載作用下排架內力分析(1)左吹風時計算簡圖如圖7a所示。對于A,B柱，n=0.109,=0.295,R= Ra+ Rb + Fw=-10.65K N- 6.66KN-24.51KN=-41.82 KN()各柱頂剪力分別為：Va= Ra- a R=-10.65KN+0.5 X41.82KN=10.26 KN()VB= Rb - B R=-6.

13、66KN+0.5 X41.82KN=14.25 KN()排架內力圖如圖7b所示。in,'Fwq?67_51/L輕暮貴BU.hZ I(2)右吹風時計算簡圖如圖8a所示。將圖7b所示A,B柱內力圖對換且改變內力符號后可得, 如圖8b所示。L.X '- -1二匚1:, ?3 - 11/二 11扛 t 卩 0-. Ill f ly I?1.3.4吊車荷載作用下排架內力分析(1 ) Dmax作用于A柱計算簡圖如圖9a所示。其中吊車豎向荷載Dmax , D min在牛腿頂面處引起 的力矩為：M A= D maxe3=647.15KNX 0.3m=194.15 KN mM B= D mine

14、3=135.45KNX 0.3m=40.64 KN m對于A柱,Ra =C3=1.132，則-皿 KN()12.9mRB = Mb C3= 40.64KN m 1.132 =3.57 kN() H12.9mR=FA +RB =-17.04KN+3.57KN=-13.47KN()排架各柱頂剪力分別為：Va= Ra- a R=-17.04KN+0.5 X 13.47KN=-10.31 KN( )9b,c所 示。Vb= Rb - B R=3.57KN+0.5X 13.47KN=10.31KN()排架各柱的彎矩圖、軸力圖及柱底剪力值如圖/U11 /1/1b"3'L.4 Jt-&quo

15、t;CH)J_丄 -.©丿6_r3tIJ(2 ) Dmax作用于B柱同理，將“ Dmax作用于A柱”的情況的A,B柱對換，并注意改變符號，可求得 各柱的內力，如圖10所示。p?9/8：?1/Mil.13U0 mil Lil：II ；r I力(3 ) Tmax作用下排架計算簡圖如圖11a所示。對于A, B柱, n=0.109,=0.295,由表2.5.3得a=(3.8m-1.4m)/3.8m=0.632,貝 U3 (2a)(1 a)* 2 (23a)=0.6292 3aC5=!b!n21.52/"o'1JLJz/r1I1JI11f/1養九/FlOz.O：.：- J|f

16、/1.4 內力組合以A柱內力組合為例。表3為各種荷載作用下A柱內力設計值匯總表，表4為A 柱內力組合表，這兩表中的控制截面及正負號內力方向如表3中歐那個的例圖所7示0內力組合按式（2.5.19 ）式（2.5.21 ）進行。除Nmax及相應的M和V項外,其他三項均按式（2.5.19 ）和式（2.5.20 ）求得最不利內力值；對于Nmax及相應 的M和N一項，n-n和m - m截面均按（1.2SGK +1.4SQK）求得最不利內力值，而I - I截面則是按式（2.5.21 ）即（1.35Sgk+Sqk ）求得最不利內力。對柱進行裂縫寬度驗算時，內力m - m采用標準值，同時只需對eo/h 0>

17、;0.55的柱進行驗算。為此，表4中亦給出了 Mk和Nk的組合值，它們均滿足e0/h 0>0.55的條件，對本例來說，這些值均取自Nmin及相應的M和V項。表3 A柱內力設計值匯總表柱號及 正向內 力荷載類別恒載屋面活 載吊車豎向荷載吊車水平 荷載風荷載D max作用于A柱D max作用于B柱左風右風序號I - IM21.223.29-39.18-39.1821.5257.11-67.51N400.9450.4000000n - nM-63.96-9.31154.971.4621.5257.11-67.51N451.1450.40647.15135.45000m - mM32.684.6

18、261.15-92.36192.06341.21-314.42N502.3550.40647.15135.45000V10.621.53-10.31-10.3118.7442.64-34.50截面+ M max及相應N，V-M max及相應N，VNmax及相應M VNmin及相應M, V叫、Nk備注IMNmax 一項，取-+0.9+0.9-88.71+0.26.18+0.993.0168.96I（93.010.991.35S GK +0 9（+） +0 9N+446.3400.94486.34+446.3366.520.71.4 SQKnM-+0.9130.40+0.9-150.3+0.75.

19、51+0.9-142.15n0.9（+0.990.9+N+） +975.33+496.501033.58451.14出M549.03-480.6887.72549.03-N+0.91071.90+0.9612.06+0.1084.79+0.91071.9出V57.200.9-43.9691.3457.20Mk+0.9396.05（-339.4566.54+0.9396.05Nk（ +） +825.45+） +496.99834.65（ +） +825.45Vk42.12-30.140.9642.121.5柱截面設計仍以A柱為例。混凝土： C30, fc 14.3N/mm2，ftk 2.01N/

20、mm2 ;鋼筋：受I力筋為HRB335, fy fy300N /mm2， b 0.550。上下柱均采用對稱配筋。1.5.1上柱配筋計算由表4可見，上柱截面共有4組內力。取h0=400mm-40mm=360mn經判別，其中三組內力為大偏心受壓；只有（M=26.18 KNm, N=486.34KN 組為小偏心受壓， 且 Nv b ifcbh0=O.55O X 1.0 X 14.3 N / mm X 400mM 360mm=1132.56 KN 故按此 組內力計算時為構造配筋。對3組大偏心受壓內力，在彎矩較大且比較接近的兩 組內力中，取較小的一組，即取M=93.01 KNm，N=446.30 KN由

21、附表11.1查得有吊車廠房排架方向上柱的計算長度l0=2X 3.8m=7.6m。附加偏心距ea取20mm（大于400mm/3。93 01 106 Ne0 =M/N=9.=208mm ei =e0 +ea =208mm +20mm=228mm446300N由l0/h=7600mm/400mm=19>5，故應考慮偏心距增大系數。0.5 fc A 0.5 14.3N /mm24002mm21 =2.563>1.0,取 1=1.0N446300N21.15 0.01 h1(¥)2 1400 勺 h h01.15 0.01 (7600mm)0.96400mm2=11(60)2 1.

22、0 0.96 1.3911400 228mm400mm360mm446300 N20.217 竺1 fcbho 1.0 14.3N /mm 400mm 360mmh0竺mm 0.222360mm取x=2as進行計算。e = ei h/2 as 1.391 228mm 400mm/2 40mmNe157.1mmAs Asfy(h0 as )選3 18( As=763mm2)，則滿足要求。446300 N 157.1mm2300N /mm (360mm 40mm)730mm2A /(bh)763mm2 /(400mmx 400mm)=0.48%>0.2%,由附表11.1，得垂直于排架方向柱的

23、計算長度l0=1.25 X 3.8m=4.75m,則l0/ b =4750mm/400mm=11.88,=0.95。Nu 0.9 (fcA fy As ) 0.9 0.95 (14.3N/mm2 400mm 400mm 300N/mm2 763mm2 2)2347.66KN Nmax 486.34KN滿足彎矩作用平面外的承載力要求。1.5.2下柱配筋計算取h0 =900mm-40mm=860mm上柱分析方法類似，在表4的8組內力中，選取F面的一組不利內力：M=549.03 KN m，N=1071.90 KN下柱計算長度lo=1.0Hl=9.1m，附加偏心距ea=900mm/30=30mr大于2

24、0mm)b =100mm， bf =400mm， hf =150mm。549 03 106 N mme0 =M/N=512mm e =e0 +ea=512mm +30mm=542mm1071900N由l0/h=91OOmm/9OOmm=1O.1 ；5，故應考慮偏心距增大系數，且取2 1.0。2_ 0.5fcA _ 0.5 14.3N/mm100mm 900mm 2 (400mm 100mm) 150mm1071900NN =1,9100mm、2 ，一小()2 1.0 1.0 1.116 一 CC 542mm 900mm1400 860mm=1.20>1.0,取 1=1.0。2=11 (呂

25、21400 邑 hh。604.9mm0.3h00.3 860mm258mmei 1.116 542mm故為大偏心受壓。先假定中和軸位于翼緣內，則N1071900Nx= 2 187.4mm hf 150mmfbf1.0 14.3N / mm 400mmx N1仁(bfb)hf說明中和軸位于腹板內，應重新計算受壓區高度 X：1 fcb1071900N 1.0 14.3N / mm2 (400mm 100mm) 150mm1.0 14.3N/mm2100mm299.6mm40mm 1014.9mmx)1 fcbx(h0"2)e= e h/ 2 as 604.9mm900mm/21Ne 1f

26、c(bf b)hf (h。 一hfAs As 2fy(h0 as )1071900N 1014.9mm 1.0 14.3N/mm2 (400mm 100mm) 150mm(860mm 150mm/2) 1.0 14.3N / mm2 100mm 299.6mm (860mm 299.6mm/ 2)2/ 300N / mm (860mm 40mm)1132mm2選用4 20( As=1272mm2 )。按此配筋，經驗算柱彎矩作用平面外的承載力 亦滿足要求。1.5.3柱的裂縫寬度驗算規范規定，對e。/ho >0.55的柱應進行裂縫寬度驗算。本題的下柱出現ec/hc >0.55的內力，故

27、應對下柱進行裂縫寬度驗算。驗算過程見表5,其中，下柱的As=1272mm2，Es = 2.0 105N /mm2 ;構件受力特征系數cr =2.1;混凝土保護層厚度c取25mm 。表5 柱的裂縫寬度驗算表柱截面下柱內力標準值Mk/( KN m)396.05Nk/KN825.45e0 =Mk / Nk /mm480>0.55 h 0 =473Aste0.5bh (bf b)hf0.0140s 1 曲(R) ho1.0(l0/h<14)e1eok h/2 as /mm890(bf b)hf fbho0.523ho 2z 0.87 0.12(1f)(亠)2ho/mme702.2sk Nk

28、(e Z)/(N/mm2)AsZ173.61 10.65ftkte sk0.57skdeqmaxcr(1.9c0.08) / mmEste0.16<3（滿足要求）1.5.4柱箍筋配置非地震區的單層廠房柱，其箍筋數量一般由構造要求控制。根據構造要求， 上下柱均選用 8200箍筋。1.5.5牛腿設計根據吊車梁支承位置、截面尺寸及構造要求，初步擬定牛腿尺寸，如圖12所示。其中牛腿截面寬度b=400曼慢，牛腿截面高度h=600mm, h0=565mm。（1）牛腿截面高度驗算按式（2.6.1 ）驗算，其中 =0.65， ftk=2.01N/mm2，% =0 （牛腿頂面無 水平荷載），a=-150m

29、m+20mm=-130mm取0a=0, Fvk 按下式確定：L _ Dmax G3Fvk =由式（261 ）得：（1647吏KN 50戲KN 504.08KN1.41.20.5禹0.65 2.01 400 565 590.54KN FvkFvk 0.5 -ao.5ho_A1.2ftkbhoQG5TUy|故牛腿截面高度滿足要求。-L I旳上1；（2）牛腿配筋計算由于a=-150mm+20mm=-130mmlS而該牛腿可按構造要求配筋。 根據構造要求,Asmin bh 0.002 400 mm 600mm480mm2。縱向鋼筋取 4 14(As=616mm2)，水平箍筋選用 8100。1.5.6柱

30、的吊裝驗算采用翻身起吊，吊點設在牛腿與下柱交接處，混凝土達到設計強度后起吊。 由表2.4.6可得柱插入杯口深度為 h1 =0.9 X 900mm=810m取h1=850mmflfj柱吊裝時 總長度為3.8m+9.1m+0.85m=13.75m計算簡圖如圖13所示。柱吊裝階段的荷載為柱自重重力荷載(應考慮動力系數)，即1.5 1.35 4.0KN /m 8.1KN /m1.5 1.35 (0.4m 1.0m 25KN /m3)20.25KN /mqi =G qikq2Gq2k1.5 1.35 4.69KN /m 9.50KN /m在上訴荷載作用下，柱各控制截面的彎矩為：q3Gq3kM1M21 2

31、 1 2 2-qH； 8.1KN /m 3.82m22 2128.1KN /m (3.8m0.6m)2MbRa13Ra2q3l3M2171 9.50KN /m2M3M358.48KN m1 2 2寸(20.25KN /m 8.1KN/m) 0.62m284.20KN m9.35m84.20KN m 35.41KN9.35m1 22q3X令dM3，令藥135.41KN3.73m 9.50KN /m2RaXRaq3x0,得x=3.73m,則下柱段最大彎矩為:3.732m265.99KN mHiiuHuuinniI HI till0交，0嗎 El 柱截面受彎承載力及裂縫寬度驗算過程見表 6。表6柱吊

32、裝階段承載力及裂縫寬度驗算表柱截面上柱下柱M(Mk)/( KNm )58.48(43.32)84.20(62.37)MuAJy(ho a's)/( KN m)73.25>0.958.48=52.63312.91>0.9 84.20=75.78skmk/(0.87h0As)/(N/mm2)181.2865.531 1 0.65ftkte sk0.38-0.31<0.2,取 0.2skd eqmaxcr 子(1.9C0.08)Este/mm0.14<0.2 （滿足要求）0.02<0.2（滿足要求）1.6基礎設計1.6.1作用于基礎頂面上的荷載計算作用于基礎頂面

33、上的荷載包括柱底（m-m截面）傳給基礎的M,N,v以及外墻自重重力荷載。前者可由表4中m-m截面選取，見表7,其中內力標準組合值用于 地基承載力驗算，基本組合值用于受沖切承載力驗算和底板配筋計算，內力的正CZ-號規定見圖14b。表7基礎設計的不利內力組別何載效應基本組合荷載效應標準組合M( KN m)N/KNV/KNMk /( KN m)Nk/KNVk/KN第1組549.031017.9057.20396.05825.4542.12第2組480.68612.0643.96339.45496.9930.14第3組87.721084.791.3466.54834.650.96I 00 |ic：&#

34、39;+in.unijiIzfijN-I;zw . L , I一：工：心由圖14c可見，每個基礎承受的外墻總寬度為6.0m，總高度為14.35m,墻體為240mm磚墻(4.7KN/ m2 )，鋼框玻璃窗(0.45 KN/ m2),基礎梁重量為16.7KN/ 根。每個基礎承受的由墻體傳來的重力荷載為：240mm磚墻 4.7 KN/ m2 6mx 14.35m-(5.1m+1.8m) x4.2m=268.46KN 鋼框玻璃窗0.45 KN/ m2 x (5.1m+1.8m) x4.2m=13.04KN基礎梁16.7KNNwk =298.20 KNNwk距基礎形心的偏心距ew為：ew= (240mm

35、+900mm) /2=570mmNw =1.2 Nwk =1.2x 298.20KN=357.84KN1.6.2 基礎尺寸及埋深(1) 按構造要求擬定高度h:h= h1 a1 50mm由表 2.4.6 得柱的插入深度 h1 0.9hc 0.9 900mm 810mm 800mm，取 h1 =850mm 由表2.4.7得杯底厚度a1應大于200mm 取a1 =250m m則 h=850mm+250mm+50mm=1150基礎頂面標高為-0.500m,故基礎埋深d為： d =h+0.5m=1.650m由表2.4.7得杯壁厚度t > 300mm取325mm基礎邊緣高度a?取350mm臺階高 度

36、取400mm見圖14b。834.65KN298.20KN(2) 擬定基礎底面尺寸235.47m2240KN /m2 20KN /m3 1.65mt t、.口 ， Nk,macx N wk由式(2.7.2) 得: A>,， d適當放大，取 A=bl=3.6mx 2.4m=8.64m2(3)計算基底壓力及驗算地基承載力20KN /m31.65m 8.64m2285.12KN-2.4m 3.62m25.184m36GkmdA1 2W lb26基底壓力按式(2.7.3 )計算，結果見表8;按式(2.7.8 )驗算地基承載力， 其中1.2 fa 1.2 240KN /m2288KN /m2，驗算結

37、果見表&可見，基礎底面尺寸滿足要求。表8基礎底面壓力計算及地基承載力驗算表類別第1組第2組第3組Mk/( KN m)396.05339.4566.54Nk/KN825.45496.99834.65Vk /KN42.1230.140.96Nbk(Nk Gk Nwk)/KN1408.771080.311417.97Mbk( MK Vk Nwkew)/(KN m)274.51544.09102.33Pk, max /p. Nbk Mbk)/(KN/m2)216.01229.99183.86Pk,min AW110.1020.08144.38P (P k,maxPk,mln)/2/KNfa /

38、KN163.06<240125.04<240164.12<240Pk,max / KN1.2 fa/KN216.01<288229.99<288183.86<2881.6.3 基礎高度驗算這時應采用基底凈反力設計值 Pj , Pj,max和Pj,min可按式（2.7.3）計算，結 果見表9。對于第2組內力，按式（2.7.3）計算時，Pj,min<0,故對該組內力應按 式（2.7.7）計算基底凈反力，即：Mb 735.20KN m c ”。 0.758m Nb969.90KN.一 0.758m1.042m2e。由式（2.7.7）ba 2 得：2Nbla2

39、 969.90KN2258.56KN / m23 2.4m 1.042 m因臺階高度與臺階寬度相等（均為400mm）,所以只需驗算變階處的受沖切 承載力。變階處受沖切承載力計算截面如圖15所示。變階處截面有效高度h0 =750mm- （40mm+5mm）=705mm。因為 at 2h01200mm 2（2.7.13）計算 Al，即：A（2由式（2.7.10）Pj ,max705mm2610m l 2600mm ,所以應按式at 1.2m ;因bt寸 h0)l2得：F|at 2h0(3.6m (24 "7m0.705m) 2.4m0.588m2h=750mm<800mm,取0.7

40、 hp ftamh。0.7 1.0977.13KN Fl 152.03KN 故基礎高度滿足要求。pjA,258.56KN / m2 0.588m2152.03KN2.61m l 2.6m，故 ab = l =2.4m，由式(2.7.11)得: am (1.2m 2.4m) /21.8mhp=1.0； ft 1.1N/mm2，貝U由式(2.7.9)得：1.1N/mm2 1800mm 705mm 977.13 103N類別第1組第2組第3組M( KN m)549.03480.6887.72ZKN1071.90612.061084.79V/KN57.2043.961.34Nb( N Nw)/KN14

41、29.74969.901442.63Mb( M Vh N wew) /(KN m)410.84735.20114.71Pk,max / N b M b f 2、Pk i () /( KN / m )244.73258.56189.10Pk,minA W86.230144.84表9基礎底面凈反力設計值計算表-O.DCGXI 譏0、4青M 一小A A A AZ zK ir I iira：i_J- r550駕22C2fl%I95C- I< .丿-二 J.馬15 變圳“處的沖切破撫裁面1-"c-_1.6.4基礎底板配筋計算(1) 柱邊及變階處基底反力計算基礎底板配筋計算時長邊和短邊方向的計算截面如圖16所示。三組不利內力設計值在柱邊及變階處的基底凈反力計算見表10。其中第1,3組內力產生的基底反力示意圖見圖16,第2組內力產生的基底反力示意圖見圖15;用表列公式計算第2組內力產生的pj和P j時，相應的2.25/3.6和2.65/3.6分別用2.202/3.552和 2.602/3.552代替，且 Pj,min=0。(2) 柱邊及變階處彎矩計算1 Pj,maxPj2/ci i 2(b be) (21 le)124180.80KN /m2 (3.6m 0.9m)2 (2 2