单层工业厂房课程设计计算书.doc

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单层工业厂房结构课程设计计算书

学号:
学院: 水利与建筑
专业: 土木工程
班级: 1103
姓名:

一． 设计资料
1. 某金工车间, 单跨无天窗厂房, 厂房跨度L=24m, 柱距为6m, 车间总长度为120m, 中间设一道温度缝, 厂房剖面图如图所示:

2. 车间内设有两台双钩桥式起重机, 吊车起重量为200/50kN。
3. 吊车轨顶标高为9.6m。
4. 建筑地点: 哈尔滨。
5. 地基: 地基持力层为亚粘性层, 地基承载力特征值为fak=180kN/m2。最高地下水位在地表15m。
6. 材料: 混凝土强度等级为C30, 纵向钢筋采用HRB400级, (360N/mm2)箍筋采用HPB235级。(300N/mm2)
二. 选用结构形式
1. 钢屋盖, 采用24米钢桁架, 桁架端部高度为1.2m,中央高度为2.4m, 屋面坡度为, , 屋面板采用彩色钢板, 厚4mm。
2. 预制钢筋混凝土吊车梁和轨道链接
采用标准图G325, 中间跨DL-9Z, 边跨DL-9B, 梁高。
轨道连接采用标准图集G325
3. 预制钢筋混凝土
取轨道顶面至吊车梁顶面的距离, 故
牛腿顶面标高=轨顶标高--=9.6-1.2-0.2=8.2
查附录12得, 吊车轨顶至吊车顶部的高度为2.7m,考虑屋架下弦至吊车顶部所需空间高度为220mm,故
柱顶标高=9.6+2.7+0.22=13.52m,
三． 柱的各部分尺寸及几何参数
上柱 b×h=400mm×400mm (g1=4.0kN/m)
Ai=b×h=1.6×105m2
I1=bh3/12=2.13×109mm4

图1厂房计算简图及柱截面尺寸
下柱 bf×h×b×hf=400mm×800mm×100mm×100mm( g2=3.69kN/m)
A2=100×400×2+( 800-2×100) ×100+2×25×150 =1.475×105mm2
I2=5003×100/12+2×(400×1003/12+400×100×3002)+4×( 253×150/36+343.752×1/2×100×25) =8.78×1010mm4

n=I1/I2=2.13×109/(8.78×109)=0.248
H1=3.6m; H2=3.6+8.6=12.2m。
λ=H1/H2=3.6/12.2=0.295
四．荷载计算
1. 恒荷载
( 1) 屋盖自重
SBS防水层 1.2×0.1=0.12kN/m2
20mm厚水泥砂浆找平层 1.2×0.02×20=0.48kN/m2
大型预应力屋面板( 包括灌缝重) 1.2×1.4=1.68kN/m2
总1 g1=3.3kN/m2
屋架 1.2×60.5=72.6kN

则作用屋架一段作用于柱顶的自重为: G1=6×9×3.3+0.5×72.6=214.5kN
( 2) 柱自重
上柱: G2=1.2×3.6×4.0=17.28kN
下柱: G3=1.2×8.6×3.69=38.08kN
( 3) 吊车梁及轨道自重: G4=1.2×( 30.4+0.8×6) =42.2kN
2.屋面活荷载
由《荷载规范》查得屋面活荷载标准值为0.5kN/m2, 因屋面活荷载大于雪荷载0.4kN( 50年一遇) , 故不考虑雪荷载。
Q1=1.4×0.5×6×12=50.4kN
3.风荷载
由《荷载规范》查得齐齐哈尔地区基本风压为 ω0=0.45kN
风压高度变化系数 ( 按B类地面粗糙度取) 为
柱顶: ( 按H2=11.5m) μz=1.04
檐口处: ( 按H2=13.8m) μz=1.11
屋顶: ( 按H2=15.4m) μz=1.15

风荷载标准值: ω1k=βzμs1μzω0=1.0×0.8×1.04×0.45=0.37kN/m2
ω2k=βzμs2μzω0=1.0×0.5×1.04×0.45=0.23kN/m2
则作用于排架上的风荷载设计值为: q1=1.4×0.37×6=3.15kN/m
q2=1.4×0.23×6=1.97kN/m
Fw=γQ[(μs1+μs2) μzω0h1+(μs3+μs4) μzω0h2]×B
=1.4×[( 0.8+0.5) ×1.11×0.45×2.3+( -0.6+0.5) ×1.15×0.45×1.6]×6=11.85kN ( 屋面坡度为1/8)
风荷载作用下的计算简图如下图:
图2风荷载作用下计算简图
4.吊车荷载
由附表16-2查得 Pk, max=180kN;
Pk, min=1/2(G+g+Q)- Pk, max=1/2(228+200)-180=46.5kN
B=5600mm, K=4400mm

则根据支座反力影响线求出作用于柱上的吊车竖向荷载为:
Dmax=φc*γQ* Pk, max*Σyi=0.9×1.4×180×( 1+0.267+0.8+0.067)
=483.99kN
Dmin=φc*γQ* Pk, min*Σyi=0.9×1.4×46.5×( 1+0.267+0.8+0.067)
=125.03kN

作用于每一轮子上的吊车横向水平刹车力
Fh1=γQ*ɑ/4(Q+g)=1.4×0.1/4×( 200+77.2) =9.702kN

则两台吊车作用于排架柱顶上的吊车横向水平荷载为
Fh=φc* Fh1*Σyi=0.9×9.702×( 1+0.267+0.8+0.067)
=18.63kN
五．内力计算
1．恒荷载
( 1) 屋盖自重作用
因为屋盖自重是对称荷载, 排架无侧移, 故按柱顶为不动铰支座计算。由厂房计算简图及柱截面尺寸图取用计算截面图

图3 取用计算截面
e1=0.05m,e0=0.15m,G1=214.5kN,根据n=0.248, λ=0.295查表得C1=1.760, C3=1.268, 则可得
R=-G1/H2(e1*C1+e0*C3)=-214.5/12.2×(0.05×1.760+0.15×1.268)=-4.97kN(→)
计算时对弯矩和剪力的符号规定为: 弯矩图绘在受拉一边; 剪力对杆端而言, 顺时针方向为正( ) , 剪力图可绘在杆件的任意一侧, 但必须注明正负号, 亦即取结构力学的符号。这样, 由屋盖自重对柱产生的内力如下图:

图4 恒荷载内力图
MⅠ=-214.5×0.05+4.97×3.6=7.17kN·m
MⅡ=-214.5×0.15+4.97×3.6=-14.28kN·m
MⅢ=-214.5×0.15+4.97×12.2=28.46kN·m
NⅠ= NⅡ=NⅢ=214.5kN, VⅢ=4.97kN
( 2) 柱及吊车梁自重作用
由于在安装柱子时尚未吊装屋架, 此时柱顶之间无连系, 没有形成排架, 故不产生柱顶反力; 因吊车梁自重作用点距离柱外边缘不少于750mm, 则内力如下图4所示:

MⅠ=0, MⅡ=MⅢ=+42.2×0.50-17.28×0.15=18.51kN·m
NⅠ=17.28kN
NⅡ=17.28+42.2=59.48kN
NⅢ=59.48+35.50=94.98kN
2.屋面活荷载作用
因屋面活荷载与屋盖自重对柱的作用点相同, 故可将屋盖自重的内力乘以下列系数, 即得屋面活荷载内力分布图如图4所示, 其轴向压力及剪力为:
Q1/G1=50.4/214.5=0.235
NⅠ= NⅡ= NⅡ=50.4kN, VⅡ=0.235×4.97=1.168kN
3.风荷载作用
为计算方便, 可将风荷载分解为对称及反对称两组荷载。在对称荷载作用下, 排架无侧移, 则可按上端为不动铰支座进行计算; 在反对称荷载作用下, 横梁内力等于零, 则可按单根悬臂柱进行计算。

图5 柱作用正风压图
当柱顶作用集中风荷载Fw时,
当墙面作用均布风荷载时, 查表得C11=0.355, 则得
R3= C11·H2·1/2(q1-q2)=0.355×12.2×1/2×(3.15-1.97)=2.56kN

当正风压力作用在A柱时横梁内反力R:
R=R1+R3=8.49kN
A柱内力图如图6所示, 其内力为
M=(Fw-R)x+1/2q1x2
MⅠ=MⅡ=(11.85-8.49)×3.6+1/2×3.15×3.62=36.07kN·m
MⅢ=(11.85-8.49)×12.2+1/2×3.15×12.22=275.42kN·m
NⅠ=NⅡ=NⅢ=0
VⅢ=(Fw-R)+q1x=(11.85-8.49)+3.15×12.2=42.14kN

　　　　　　　　图６　Ａ柱作用正风压　　　　　　　　　　图７　Ａ柱作用负风压

当负风压力作用在Ａ柱时( 如图７所示) , 其内力为
　　　　　　　　　M=-Rx－1/2q２x2
MⅠ=MⅡ=-8.49×3.6－1/2×1.97×3.62=-43.33kN·m
MⅢ=-8.49×12.2－1/2×1.97×12.22=-250.19kN·m
NⅠ=NⅡ=NⅢ=0
VⅢ=-R-q2x=-8.49-3.15×12.2=-32.52kN
4．吊车荷载
(1)当Dmax值作用于A柱 ( 如图8-a所示)
根据n=0.248, λ=0.295查表得C3=1.268。吊车轮压与下柱中心线距离按构造要求取e4=0.35m, 则得排架柱上端为不动铰支座时的反力值为:
R1=-Dmax·e4·C3/H2=-483.99×0.35×1.268/12.2=-25.15kN(←)
R2=-Dmin·e4·C3/H2=-125.03×0.35×1.268/12.2=6.50kN(→)
故R=R1+R2=-25.15+6.50=-18.65kN(←)
再将R值反向作用于排架柱顶, 按剪力分配进行计算。由于结构对称, 故各柱剪力分配系数相等, 即μA=μB=0.5。( 如图8-b所示) 各柱的分配剪力为:
V‘A=- V‘B=μAR=0.5×18.65=9.33kN(→)
最后各柱顶总剪力为:
VA= V‘A-R1=9.33-25.15=-15.82kN(←)
VB = V‘B-R2=9.33+6.50=-15.83kN(→)

图8 吊车竖向荷载作用时柱顶剪力 (a)上端为不动铰支座时 (b)柱顶作用R时

则A柱的内力为: ( 如图9-a所示)
MⅠ=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·m
MⅡ=-VA·x+Dmax·e4=-56.95+483.99×0.35=185.05kN·m
MⅢ=-15.82×12.2+483.99×0.5=48.99kN·m
NⅠ=0kN
NⅡ=NⅢ=483.99kN
VⅢ=VA=-15.82kN(←)

图9 吊车竖向荷载对A柱内力图 (a)当Dmax作用于A柱时 (b)当Dmin作用于A柱时
(2)当Dmin值作用于A柱时( 如图9-b所示)
MⅠ=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·m
MⅡ=-VA·x+Dmin·e4=-56.95+125.03×0.35=5.57kN·m
MⅢ=-15.82×12.2+125.03×0.35=-130.49kN·m
NⅠ=0kN
NⅡ=NⅢ=125.03kN
VⅢ=VA=-15.82kN(←)
(3)当Fh值自左向右作用时(→)
由于Fh值同向作用在A、 B柱上, 因此排架的横梁内力为零, 则得A柱的内力: ( 如图10所示)

图10 吊车横向水平作用 ( a) 吊车横向水平作用于排架 ( b) 横向水平作用时
MⅠ=MⅡ=Fhx=18.63×1.0=18.63kN
MⅢ=18.63×(9+0.6)=178.8kN·m
NⅠ=NⅡ=NⅢ=0
VⅢ=Fh=18.63kN(←)
(4)当Fh值自右向左作用时(←)
其内力值与当Fh值自左向右作用时相同, 但方向相反。
六．内力组合
单跨排架的A柱与B柱承受荷载的情况相同, 故仅对A柱在各种荷载作
用下的内力进行组合。
表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表, 表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合, 表3为A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合及准永久组合。

表1为A柱在各种荷载作用下内力汇总表
荷载种类
恒荷载
屋面活荷载
风荷载
吊车荷载
左风
右风

荷载编号
1
2
3
4
5
6
7
8
Ⅰ-Ⅰ

7.17
1.68
36.07
-43.33
-56.95
-56.95
18.63
-18.63

231.78
50.4

5.98
1.4
25.76
-30.95
-40.68
-40.68
13.31
-13.31

193.15
36.0
Ⅱ-Ⅱ

4.23
-3.54
36.07
-43.33
185.05
5.57
18.63
-18.63

274.9
50.4
483.99
125.03

3.53
-2.53
25.76
-30.95
132.18
3.99
13.31
-13.31

229.08
36.0
345.71
89.31
Ⅲ-Ⅲ

46.97
6.69
275.42
-250.19
48.99
-130.49
178.85
-178.85

273.98
50.4

483.99
125.03

4.97
1.168
42.14
-32.52
-15.82
-15.82
18.63
-18.63

39.14
4.78
194.19
-175.96
34.99
-93.21
127.75
-127.75

228.32
36．0

345.71
89.31

4.14
0.83
29.66
-23.06
-11.3
-11.3
13.31
-13.31

注: ( 1) 内力的单位是kN·m, 轴力的单位是kN, 剪力的单位是kN;
( 2) 表中弯矩和剪力符号对杆端以顺时针为正, 轴向力以压为正;
( 3) 表中第1项恒荷载包括屋盖自重、 柱自重、 吊车梁及轨道自重;
( 4) 组合时第3项与第4项、 第5项与第6项、 第7项与第八项二者不能同时组合;
( 5) 有Fh作用时候必须有Dmax或Dmin同时作用。

表2为A柱承载力极限状态荷载效应的基本组合
组合
荷载
组合内
力名称
Ⅰ-Ⅰ
Ⅱ-Ⅱ
Ⅲ-Ⅲ

由可变荷载效应控制的组合
( 简化规则)

1+0.9(2+3)
1+0.9(3+5+7)
1+0.9(2+3+5+7)
32.62
277.14
220.00
710.49
505.93
754.93
46.48

1+0.9(4+6+8)
1+0.9(2+4+6+8)
1+0.9(4+6+8)
-99.85
231.78
-49.71
432.79
-456.61
386.51
-55.30

1+0.9(2+4+6+8)
1+0.9(2+3+5+7)
1+0.9(2+3+5+7)
-98.34
277.14
216.82
755.85
505.93
754.93
46.48

1+0.9(4+6+8)
1+0.9(4+6+8)
1+0.9(4+6+8)
-99.85
231.78
-46.52
387.43
-456.61
386.51
-55.30
注: 由永久荷载效应控制的组合: 其组合值不是最不利, 计算从略。

表3 A柱正常使用极限状态荷载效应的标准组合
组合
荷载
组合内
力名称
Ⅰ-Ⅰ
Ⅱ-Ⅱ
Ⅲ-Ⅲ

由可变荷载效应控制的组合
( 简化规则)

值: 活: 0.7; 风: 0.6; 吊车: 0.7

1+3+0.7×2
1+5+0.6×3+0.7×7
1+3+0.7(2+5+7)
32.72
218.35
160.48
574.79
350.59
495.52
35.79

1+4+0.7(6+8)
1+4+0.7(2+6+8)
1+4+0.7(6+8)
-76.89
193.15
-35.72
316.80
-291.49
290.84
-36.15

1+3+0.7×2
1+5+0.6×3+0.7( 2+7)
1+5+0.6×3+0.7(2+7)
32.72
218.35
158.71
599.99
283.42
599.23
20.35

1+4+0.7(6+8)
1+4+0.7(6+8)
1+4+0.7(6+8)
-76.89
193.15
-33.94
291.60
-291.49
290.84
-36.15
注: 对准永久组合计算, 其值要小于标准组合时的相应对应计算值, 故在表中从略。

七．柱子设计
1.上柱配筋计算
从表2中选取两组最不利的内力
M1=-99.85kN·m; N1=231.78kN。
M2=-98.34kN·m; N2=277.14kN。
(1) 先按M1, N1计算
l0/h=2×3600/400=18>5,故需要考虑纵向弯曲影响, 其截面按对称配筋计算, 偏心距为:
e0=M1/N1=99.85/231.78=0.431m
ea=h/30=400/30=13.33mm≤20mm, 取20mm
ei=e0+ea=431+20=451mm
ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(231.78×103)=4.9>1.0
取ζ1=1.0
又l0/h=18>15, 故取ζ2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97
η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×0.97=1.199
ηei=1.199×451=532.75mm>0.3h0=109.5mm
故按大偏心受压计算
则e=ηei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mm
ζb=0.482
N≤ɑ1fcbh0ζ
ζ=N/(ɑ1fcbh0)=231.78×103/(1.0×14.3×400×365)=0.111<ζb
ζh0=0.111×365=40.5mm<2as’=70mm
不满足
取x=2as’=70mm, 则 ζ=2as’/h0=70/365=0.192
As=As’=[Ne-ɑ1fcbh02ζ(1-0.5ζ)]/[fy(h0-as)
e=ηei+h/2-as’=532.75+400/2-35=697.75mm
As=[231.78×103×697.75-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)]/[360×(365-35)]=247.96mm2
因As=247.96mm2<ρminbh=0.002×400×400=320mm2
取As=320mm2
配置2φ20( As=628mm2)
(2)再按M2, N2计算( M2=-98.34kN·m; N2=277.14kN)
e0=M2/N2=99.34/277.14=0.358m
ea=h/30=400/30=13.33mm≤20mm, 取20mm
ei= e0+ea=358+20=378mm
ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(277.14×103)=4.1>1.0
取ζ1=1.0
又l0/h=18>15, 故取ζ2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97
η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×0.97=1.233
ηei=1.233×378=466.07mm>0.3h0=109.5mm
故按大偏心受压计算
则e=ηei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mm
ζb=0.482
N≤ɑ1fcbh0ζ
ζ=N/(ɑ1fcbh0)=277.14×103/(1.0×14.3×400×365)=0.133<ζb
ζh0=0.133×365=48.5mm<2as’=70mm
不满足
取x=2as’=70mm, 则 ζ=2as’/h0=70/365=0.192
As=As’=[Ne-ɑ1fcbh02ζ(1-0.5ζ)]/[fy(h0-as)
e=ηei+h/2-as’=466.07+400/2-35=631.07mm
As=[277.14×103×631.07-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)]/[360×(365-35)]=358.82mm2
因As=358.82mm2>ρminbh=0.002×400×400=320mm2
取As=358.82mm2
配置2φ20( As=628mm2)
综合两组计算结果, 最后上柱钢筋截面面积每侧选用(2φ20( As=628mm2) )

2.下柱配筋计算
从表2中选取两组最不利的内力
M1=-456.61kN·m; N1=386.51kN。
M2=505.93kN·m; N2=754.93kN。
(1) 先按M1, N1计算
l0/h=8600/800=10.75>5,故需要考虑纵向弯曲影响, 其截面按对称配筋计算, 其偏心距为:
e0=M1/N1=456.61/386.51=1.181m
ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm
ei= e0+ea=1181+26.67=1207.67mm
ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(386.51×103)=2.73>1.0
取ζ1=1.0
又l0/h=10.75<15, 故取ζ2=1.0
η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×1.0=1.059
则e=ηei+h/2-as=1278.92+800/2-35=1643.92mm
先按大偏心受压计算相对受压区高度x, 并假定中和轴经过翼缘, 则有, x<hf’=112.5mm,ζb=0.550,x=N/(ɑ1fcbf’)=386.51×103/(1.0×
14.3×400)=67.57mm<ζb h0=0.55×765=420.75mm

As=As’=[Ne-ɑ1fcbf’x(h0-0.5x)]/[fy(h0-as)]=[386.51×103×1643.92-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)]/[360×(765-35)]=1342mm2>ρminA=0.002×1.475×105mm2=295mm2

(2)再按M2, N2计算( M2=505.93kN·m; N2=754.93kN)
e0=M2/N2=505.93/754.93=0.670m
ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm
ei= e0+ea=670+26.67=696.67mm
ζ1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(754.93×103)=1.397>1.0
取ζ1=1.0
ζ2=1.0
η=1+ζ1ζ2=1+×1.0×1.0=1.102
则e=ηei+h/2-as=1.102×696.67+800/2-35=1133mm
先按大偏心受压计算相对受压区高度x, 并假定中和轴经过翼缘, 则有, x<hf’=112.5mm,ζb=0.550,x=N/(ɑ1fcbf’)= 754.93×103/(1.0×
14.3×400)=131.98mm> hf’=112.5mm
x>2as=70mm, 按中和轴在腹板内的大偏心受压对称配筋计算。
x=[N-ɑ1fc(bf’-b)hf’]/(ɑ1fcb) =[754.93×103-1.0×14.3×(400-100)×100]/(1.0×14.3×100)=227.92mm

As=As’=[Ne-ɑ1fcbf’x(h0-0.5x) - ɑ1fc(bf’-b)hf’(h0- hf’)]/[fy(h0-as)]=[754.93×103×1133-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)- 14.3×(400-100)×100×(765-100)]/[360×(765-35)]=1093mm2
>ρminA=0.002×1.475×105mm2=295mm2
综合两组计算结果, 最后上柱钢筋截面面积每侧选用(4φ22( As=1520mm2) )
3.柱裂缝宽度验算
(1)上柱
从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算:
Mk=76.89kN·m,Nk=193.15kN
e0=Mk/Nk=0.398m
ρte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.00785<0.01,取0.01
因为 l0/h=18>14; ζ1=1.0; ζ2=0.97
ηs=1+×1.0×0.97=1.157
则e=ηse0+h/2-as=1.157×398+400/2-35=625mm
γf’=0, z=[0.87-0.12(1-γf’)(h0/e)2]h0
=[0.87-0.12(1-0)×(365/625)2]×365
=303mm
按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力
σsk=Nk(e-z)/(zAs)=193.15×103(625-303)/(303×628)=326.8N/mm2
裂缝间钢筋应变不均匀系数为:
ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)
=1.1-0.65×2.01/(0.01×326.8)=0.7
ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)
=2.1×0.7×(326.8/ 00)×(1.9×25+0.08×20/0.001)
=0.498mm>0.3mm
不满足要求, 故重新配置钢筋: 4φ20( As=1256mm2)
则ρte=0.0157; σsk=163.42N/mm2
ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)
=1.1-0.65×2.01/(0.01×163.42)=0.591
故ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)
=2.1×0.591×(163.8/ 00)×(1.9×25+0.08×20/0.001)
=0.21mm<0.3mm
满足要求。
(2)下柱
从表-3中取一组正常使用极限状态荷载效应的组合值进行裂缝宽度验算:
Mk=350.59kN·m,Nk=495.52kN
e0=Mk/Nk=0.708m
ρte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.0238
因为 l0/h=10.75<14; ζ1=1.0; ηs=1.0
则e=ηse0+h/2-as=1.0×708+400/2-35=1073mm
γf’=(bf’-b)hf’/(bh0)=(400-100)×112.5/(100×765)=0.441
z=[0.87-0.12(1-γf’)(h0/e)2]h0
=[0.87-0.12(1-0.441)×(765/1073)2]×765
=639.5mm
按荷载标准组合计算的纵向受拉钢筋应力
σsk=Nk(e-z)/(zAs)
=495520×(1073-639.5)/(639.5×1520)
=354.78N/mm2
裂缝间钢筋应变不均匀系数为:
ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)
=1.1-0.65×2.01/(0.0206×354.78)=0.917
ωmax=2.1ψ(σsk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte)
=2.1×0.917×(354.78/ 00)×(1.9×25+0.08×22/0.0206)
=0.287mm<0.3mm
满足要求。
4.运输、 吊装阶段验算
(1)荷载计算
上柱矩形截面面积 0.16m2
下柱矩形截面面积 0.32m2
下柱工字形截面面积 0.1475m2
上柱线荷载 q3=0.16×25=4kN/m
下柱平均线荷载 q1=[0.32×(0.6+1.5)+0.1475×6]×25/8.1=4.8kN/m
牛腿部分线荷载q2=[0.24+0.4×(0.25×0.3+0.5×0.25×0.3)/0.5]/25
=10.25kN/m
(2)弯矩计算

l1=0.6+6+1.5=8.1m
l2=0.5m; l3=3.6m
则: MC=-0.5×4×3.62=25.92kN·m
MB=-4×3.6×(0.5+0.5×3.6)-0.5×10.25×0.52=-33.28kN·m
求AB跨最大弯矩, 先求反力RA:
ΣMB=0 RA=(0.5×4.8×8.12-33.28)/8.1=15.33kN
令V=RA-q1X=0; X=RA/q1=15.33/4.8=3.19m
则AB跨最大弯矩为:
MAB=15.33×3.19-0.5×4.8×3.192=24.48kN
故最不利截面为B及C截面
(3)配筋验算
对B截面
荷载分享系数为1.2, 动力系数为1.5, 对一般建筑物, 构件的重要性系数取γ0=0.9, 则其弯矩设计值为
MB=-1.2×1.5×0.9×33.28=-53.91kN·m
受拉钢筋截面面积: ( 为偏于安全, 下柱取工形截面计算)
ɑs=M/(ɑ1fcbh02)=53910000/(1.0×14.3×200×3652)=0.1415
查表得 γs=0.928
As= M/(fyγsh0)=53910000/(360×0.928×365)=422mm2
下柱原配受拉钢筋4φ22( As=1520mm2) , 故安全
对C截面
其弯矩设计值为: MB=-1.2×1.5×0.9×25.92=-41.99kN·m
受拉钢筋截面面积
ɑs=M/(ɑ1fcbh02)=41990000/(1.0×14.3×400×3652)=0.055
查表得 γs=0.972
As= M/(fyγsh0)=41990000/(360×0.972×365)=329mm2
下柱原配受拉钢筋4φ20( As=1256mm2) , 故安全
(4)裂缝宽度验算
对B截面
ρte=As/(0.5bh)=1520/(0.5×400×200)=0.038
MBk=-1.5×33.28=-49.92kN·m
σsk=Mk/(0.87Ash0)=499 0/(0.87×1520×365)=103.4N/mm2
ψ=1.1-0.65ftk/(ρte·σsk)=1.1-0.65×2.01/(0.038×103.4)
=0.758
ωmax=2.1ψ(σs