鋼筋混凝土單層廠房課程設(shè)計計算書和說明書

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建筑平面示意圖如下：
一.構(gòu)件選型
m（Lk=16.5 m），軌頂標志標高為7.5m，A4級工作級別，軟鉤橋式吊車Q1=150KN、Q2=200KN兩臺的工業(yè)廠房。
1.屋面板{04G410-1}
一冷二氈三油一砂　　　　　    0.35 = 0.35 kN/m2
20厚水泥砂漿找平　　　　　   0.40 = 0.40 kN/m2
屋面恒荷載                        = 0.75 kN/m2
屋面活荷載                          0.5  kN/m2
荷載組合：
組合一：1.2×0.75+1.4×0.5=1.6 kN/m2
組合一：1.35×0.75+1.4×0.5×0.7=1.5025 kN/m2
選Y-WB-2Ⅲ（中間跨）；YWB-2ⅢS（端跨）。
允許荷載2.05 kN/m2  >1.6 kN/m2 ，滿足要求。
2.屋架{04G415（一）}
屋面板的一冷二氈三油一砂　　　　　 0.35 kN/m2　
屋面板的20厚水泥砂漿找平　　　　　0.40 kN/m2
屋面板自重                         1.4  kN/m2
灌縫重                             0.1  kN/m2
屋架鋼支撐自重                     0.05 kN/m2
恒荷載                             2.3  kN/m2
屋面活荷載　　　　　　　　　　　   0.5 kN/m2
荷載組合：
組合一：1.2×2.3+1.4×0.5=3.46 kN/m2
組合一：1.35×2.3+1.4×0.5×0.7=3.595 kN/m2
選YWJ24-1Ba
允許荷載4.0 kN/m2  >3.595 kN/m2 ，滿足要求。
屋架自重60.5KN（未包括挑出牛腿部分，挑牛腿部分根據(jù)標準圖集另外計算自重）。
3.天溝板{04G410-3}
根據(jù)屋架24m確定外天溝寬為770mm，根據(jù)天溝荷載（天溝自重除外）選天溝型號。溝壁平均厚度80mm。
設(shè)落水管水平間距24m，天溝流水坡長12m，焦渣找坡取5‰，最薄取20mm。

防水層                       0.40 kN/m2
20厚水泥砂漿找平　　　　　   0.40 kN/m2
65厚焦渣混凝土找坡 0.065×14= 0.91 kN/m2
20厚水泥砂漿抹面            0.40 kN/m2
積水按230mm高計            2.3 kN/m2  
卷材防水層考慮高、低肋覆蓋部分，按天溝平均內(nèi)寬b的2.5倍計算。（b=770-190=580mm）

q=1.35b(2.5×0.40+0.40+0.91+0.4+2.3)=6.7635b=3.923 kN/m
選用：
中間跨：TGB77（無落水洞口） TGB77a、TGB77b（有落水洞口）
邊跨：  TGB77sa、TGB77sb
允許荷載4.26 kN/m＞3.923 kN/m，滿足要求。
注：積水荷載取230mm高，比其它活載大，故天溝板驗算取積水荷載。當排架分析時仍取屋面活載0.50 kN/m2。

4.吊車梁{04G323-2}
當二臺吊車Q相同時，選吊車梁時按Q選（100KN）。按中級工作級別（按兩臺吊車考慮），Lk=16.5m，柱距6m，吊車起重量20t，吊車總重 Q=t，小車重g=7.961t，最大輪壓Pk=202.0KN，車寬B=5.5m，輪距W=4.4m，試選用吊車編號。
解：假定吊車規(guī)格不符合附錄一～四時，需進行內(nèi)力驗算后套用，按起重量和跨度，試選用DL——9或DL——10
計算長度取 L=5.8m，a=（B-W）/2=（5.5-4.4）/2=0.55m
x=(L-a)/2=(5.8-0.55)/2=2.625m       
1).承載力計算（按兩臺吊車考慮）：
a.按移動荷載最不利位置

吊車豎向荷載作用下的最大彎矩標準值：
MQK=2PKX2/L=2×202.0×2.6252/5.8= 479.968 kN.m
基本組合（不包括梁體和軌道自重）：
M=1.4×1.05MQK =1.4×1.05×479.968=705.553 kN.m
641.8 kN.m <M<732.8 kN.m
b．剪力取距梁端約min(1.14,5.8/6)=0.97m  處

吊車豎向荷載作用下的最大剪力標準值：
VQK=PK[(L-0.97)+（L-0.97-( B-W)）]/L=298.124 kN
基本組合（不包括梁體和軌道自重）：
Va=1.4×1.05 VQK =438.243 kN
419.5 kN < Va<480.5  kN
c．跨中最大剪力設(shè)計值

Vz=1.4μPk[L/2+ L/2-（B-W）]/L=240.624 kN
216.9 kN <Vz<249.8 kN
2).疲勞計算（按一臺吊車考慮）：
a．按移動荷載最不利位置

吊車豎向荷載作用下的最大彎矩標準值：
MQK =PKL/4=292.9 kN.m
μMQK =1.05 MQK =307.545 kN.m
μMQK<328.3 kN.m <376.0 kN.m
b. 剪力取距梁端約0.97m  處

吊車豎向荷載作用下的最大剪力標準值：
VQK=PK[(L-0.97)+（L-0.97-W)]/L=183.193 kN
μVQK =1.05 VQK =192.353 kN
199.3 kN <μVQK<222.7 kN
c. 跨中最大剪力設(shè)計值
VZ=μ×0.5×Pk=1.05×0.5×Pk=106.05 kN
VZ<113.2kN<129.7 kN
3).裂縫驗算（按兩臺吊車考慮）：
MQK= 479.968 kN.m
標準組合（不包括梁體和軌道自重）：   M= MQK
458.4 kN.m <M<523.4 kN.m
經(jīng)驗算，按A4級吊車梁選用表，采用DL——10合適，承載力、疲勞、裂縫均滿足要求。
5.吊車軌道聯(lián)結(jié){04G325}
1）. 軌道聯(lián)結(jié)
按A4級工作級別，Q=200kN，Lk=22.5m
根據(jù)吊車規(guī)格參數(shù)計算最大輪壓設(shè)計值：
Pd=1.05×1.4×1.15×Pk=1.05×1.4×1.15×202.0=341.5kN
選用：軌道聯(lián)結(jié)DGL-11
341.5kN <510 kN  滿足要求。
吊車梁上螺栓孔間距A=240mm，軌道面至梁頂面距離190mm
DGL-11 
鋼軌                                    0.387 kN/m
聯(lián)結(jié)件　　　　　                        0.086 kN/m
彈性墊層                                0.004 kN/m
混凝土找平層（0.82×10/1000+0.023×25）=0.583 kN/m
                                        1.060 kN/m
2）. 車擋
大車速度 V=105.4 m/min  碰撞時大車速度V0=0.5V=0.88 m/sec
沖擊體重量 G=G0+0.1Q=365+0.1×200=385 kN
有利因素  ξ=0.8
吊車荷載分項系數(shù) γQ=1.4
緩沖器行程        S=0.14 m
作用于車檔的吊車縱向水平撞擊力：

選用：車擋CD-3
Fi=86.8kN <144.4 kN  滿足要求。
6.基礎(chǔ)梁{04G320}
墻厚度240mm，磚強度等級≥MU10，砂漿強度等級≥M5。
柱距為4.5m時窗寬2m，柱距為6m時窗寬3m。
安全等級為二級，重要性系數(shù)1.0。
1）.縱墻（柱距為6m）
ln=4850 mm lc=5450-300=5150 mm
根據(jù)以上資料選用：JL-3（有門、有窗）
2）.山墻
柱距為4.5m
ln=3450 mm lc=4450-500=3950 mm
根據(jù)以上資料選用：JL-24（有窗）
柱距為6m
ln=4950 mm lc=5950-500=5450 mm
根據(jù)以上資料選用：JL-3（有門）
7.過梁(GL）{G322-1} 圈梁（QL）、連系梁(LL)
4.5m柱距：窗戶寬2400mm，選用GL-4240。
梁高180mm，混凝土C20，鋼筋HRB235。
6m柱距：窗戶寬4200mm，選用GL-4420。
梁高300mm，混凝土C20，鋼筋HRB335。
墻體材料選用機制普通磚，墻厚240mm，門窗洞口寬4200mm，荷載等級為0。
由于考慮三梁合一統(tǒng)一取為GL-4420
8.門窗
4.5m柱距：窗戶2400mm×4200mm、2400mm×4800mm。
6m柱距：窗戶4200mm×4200mm、4200mm×4800mm。
門：3000mm×3600mm  選用：{03J611-4}SJM1-3036-Y
9.支撐{05G336}
柱間支撐：采用十字交叉型
計算數(shù)據(jù)        中間跨        邊跨
分配到柱頂處上柱支撐水平荷載作用（標準值）        W1=175.56 kN       W1/2=87.78 kN        W1=87.78 kN       W1/2=43.89 kN
作用于每道上柱支撐上節(jié)點處的水平荷載作用設(shè)計值：
Vb1=1.4×W1/3        Vb1=1.4×175.56/3= kN        Vb1=1.4×87.78/3=40.96 kN
吊車水平制動力（標準值）：
T=α（Q+g）/4        21.66 kN        21.66 kN
作用于下柱支撐上節(jié)點處的縱向水平作用組合設(shè)計值：
Vb2=1.4（W1+T）        276.11 kN        153.22 kN
選用支撐        上柱柱間支撐       
ZCs—42—1a
        下柱柱間支撐       
ZCx8—81—32
10.排架柱的材料選用
C30混凝土，fc=14.3 N.mm2 ,ftk=2.01 N.mm2 ,ft=1.43 N.mm2
鋼筋：受力筋為HRB400，fy=360 N.mm2 ,Es=2.0×105 N.mm2
      箍筋為HRB235，fy=210 N.mm2
二、柱設(shè)計
1）.尺寸的確定
1．軌頂標志標高：8.4m
2.牛腿標高=8.4-1.2-0.19=7.01m（取為7200mm）
3.軌頂構(gòu)造標高=7.2+1.2+0.19=8.59m
4.柱頂標高=8.59+2.14+0.22=10.95m（取為11400mm）
5.上柱高度H0=1.14-7.2=4.2m
6.下柱高度HL=7.2-(-0.9)=8.1m
7.柱計算高度=4.2+8.1=12.3m
8.初定尺寸
上柱截面400mm×400mm，下柱截面Ⅰ400mm×800mm×100mm×150mm
驗算：hu=400mm≤0.5×(24000-22500)-(260+80)=410mm
計算參數(shù)        截面尺寸/mm        面積mm2        慣性矩/mm4        自重/( KN/m)
上柱        400×400        1.6×105        21.3×108        4.0
下柱        Ⅰ400×800×100×150        1.76×105        143.0×108        4.4

9.柱的插入深度應(yīng)滿足：
柱縱筋的錨固長度。b，吊裝時柱的穩(wěn)定性，不大于吊裝時柱長的1/20。
0.9h且≥800
取為：800mm。

2）.荷載計算
1.荷載位置
e1=hu/2-0.15=0.05；     e2=hl/2-hu/2=0.4-0.2=0.2；e4=(L-Lk)/2-hl/2=0.75-0.4=0.35；e5=hl/2+0.12=0.52；
（0.12為墻厚一半）
注：1）以上單位為m；2）hu為上柱截面高；
3）hl為下柱截面高.
2.屋蓋荷載(永久荷載G，活荷載Q)
G1K=0.5×(跨度×柱距)×(屋面荷載+支撐荷載)+0.5×屋架重+柱距×(天溝自重+天溝構(gòu)造層重)
   =0.5×(24×6)×(2.25+0.05)+0.5×112.75+6×(2.02+1.829)=245.069 kN設(shè)計值G1= 1.2 G1K=1.2×245.069=294.083 kN
Q1K(挑牛腿邊至軸線距為705mm，天溝邊至牛腿端為20mm，故天溝外沿相互距離為24+2×0.725=25.45m)
Q1K=(跨度/2+天溝外邊至軸線距離) ×活載×柱距=25.45/2×0.5×6=38.175kN
3.上柱自重：G2K=4.0× HU =4×4.2=16.8 kN
4.下柱自重：
G3K=4.4•HL =4.4×8.1=35.64 kN
5.吊車梁等自重G4K(G4K包括：吊車梁重，軌道及聯(lián)結(jié)重，吊車梁間灌縫，吊車梁與柱間灌縫。)
G4K=40.8+1.060×6+0.46+3.32=50.94 kN
6.吊車荷載標準值Dmax，Dmin，Tmax

吊車按兩臺考慮：S=B-K=5.5-4.4=1.1 m
兩臺吊車Q不相同（P1max>P2max）：
Dmax= [P1max(y1+y2)+P2max(y3+y4)]
= [202×（0.267+1）+173×（0.817+0.083）]=411.63 kN；
Dmin= [P1min(y1+y2)+P2min(y3+y4)]
= [35×（0.267+1）+43×（0.817+0.083）]=83.045 kN；
（T1=α（Q+g）/4=0.1×（365+79.61）/4=11.11 kN、
T2=α（Q+g）/4=0.1×（350+71.86）/4=10.55 kN）
Tmax= [T1(y1+y2)+T2(y3+y4)]
= [11.11×（0.267+1）+10.55×（0.817+0.083）]=23.57 kN
7.圍護墻等永久荷載G5k(G5k包括JL，QL，墻體，門窗等重量)。
240厚墻（雙面抹灰）自重 5.24 kN/m3
鋼窗自重  0.45 kN/m2
C1鋼窗自重 2.4×4.2×0.45=4.54  kN
C2鋼窗自重 4.2×4.2×0.45=7.94  kN
C3鋼窗自重 4.2×4.8×0.45=9.07  kN
墻自重 （6×13.53-4.2×4.2-4.2×4.8）×5.24=227.3 kN
G5k=4.54+7.94+9.07+227.3=248.85 kN
8.風荷載
屋面坡度α=arctan(3100-1180)/12000]=9o?。?5º風載體型系數(shù)
μs查規(guī)范如下：
ωk=βz•μz•μs•ωo
基本風壓ωo =0.55kN/m2
風振系數(shù)βz=1.0 
風壓高度變化系數(shù)按地面粗糙變化類別為B類，查規(guī)范如下：
離地面（或海面）高度        5m        10m        15m        20m
μz        1.00        1.00        1.14        1.25
中間按線性插入：
柱頂　Z1=11.40+0.4=11.80m：        μz1=1.050
檐口　Z2=11.40+1.53+0.4=13.30m：   μz2=1.092
屋脊　Z3=15.05+0.40=15.45m：       μz3=1.150
排架迎風面和背風面的風荷載標準值分別為：
ω1k=βZ•μs1•μz1•ωo =1.0×0.8×1.050×0.55=0.462 kN/m2
ω2k=βZ•μs2•μz2 •ωo =1.0×-0.5×1.092×0.55=-0.300kN/m2
則作用于排架計算簡圖上的風荷載設(shè)計值為：
q1k=0.462×6=2.77 kN/m
q2k=0.300×6=1.80 kN/m
h1=2.3m；h2=1.4m
Fwk=[(μs1-μs2)• μz2•h1+(μs3-μs4)•μz3•h2]• ωo •柱距
   =[(0.8+0.5)×1.092×2.3+(-0.6+0.5)×1.150×1.4]×0.55×6=10.24kN
四.橫向排架內(nèi)力分析
控制截面為：Ⅰ-Ⅰ上柱底面；Ⅱ-Ⅱ下柱頂面（截面尺寸取牛腿下）；Ⅲ-Ⅲ基礎(chǔ)頂面。
1．恒載作用下的內(nèi)力計算
1） 在G1K作用下內(nèi)力計算
由于結(jié)構(gòu)對稱，荷載對稱，故結(jié)構(gòu)可取半邊計算，上端為不動鉸支座。
求支反力R的系數(shù)C1、C2：
   
M1K作用時，
M2K作用時，
內(nèi)力正向：以截面順時針旋轉(zhuǎn)為正。
M1K=-G1Ke1=-245.069×0.05=-12.25 kN.m
M2K=-G1Ke2=-245.069×0.2=-49.01 kN.m
R= （M1KC1+ M2KC2）/h2=(-12.25×2.035+-49.01×1.256)/12.3=-7.03 kN
V1k=-R=7.03 kN  (→)
求出未知反力R后，求解靜定結(jié)構(gòu)的內(nèi)力：
               
由圖一∑M=0得：M=12.3V1k- M1K - M2K =12.3×7.03-12.25-49.01=25.21 kN.m
由圖二∑M=0得：M=4.2V1k- M1K =4.2×7.03-12.25=17.28 kN.m
由圖三∑M=0得：M=4.2V1k- M1K - M2K =4.2×7.03-12.25-49.01=-31.73 kN.m

2）        在G2k，G3k，G4k作用下的內(nèi)力
在上述荷載作時柱底端固定上端自由的懸臂柱，屬靜定結(jié)構(gòu)。
M4K = G4Ke4 - G2Ke2 =50.94×0.35-16.8×0.2=14.47 kN.m
NK=G2k+G3k+G4k=16.8+35.64+50.94=103.38 kN  

2.活載Q1K作用下的內(nèi)力計算
Q1K內(nèi)力圖與G1K內(nèi)力圖成比例，比例系數(shù)k=Q1K/G1K=38.175/245.069=0.156

3.吊車荷載Dmax作用在A柱上，Dmin作用于B柱上時內(nèi)力(當Dmin作用于A柱，Dmax作用于B柱上時內(nèi)力，利用對稱性即可求出內(nèi)力)：
MaK = Dmaxe4=411.63×0.35=144.07 kN.m
MbK = Dmine4=83.045×0.35=-29.06 kN.m
VaK =-C2(MaK - MbK )/2h2=-1.256×（144.07+29.06）/（2×12.3）=-8.84kN
VbK =- VaK =8.84kN
1）求A柱彎矩：

由圖一∑M=0得：M=MaK -12.3VAk =144.07-12.3×8.84=35.34 kN.m
由圖二∑M=0得：M=-4.2VAk=-4.2×8.84=-37.13 kN.m
由圖三∑M=0得：M= MaK -4.2VAk =144.07-4.2×8.84=106.94 kN.m
2）求B柱彎矩：

由圖一∑M=0得：M=12.3Vbk- MbK =12.3×8.84-29.06=79.67 kN.m
由圖二∑M=0得：M=4.2Vbk=4.2×8.84=37.13 kN.m
由圖三∑M=0得：M=4.2VAk–MbK=4.2×8.84-29.06=8.07 kN.m

利用對稱性當Dmin作用于A柱時內(nèi)力圖：

4.在吊車水平荷載Tmax作用下：
當不考慮廠房空間作用時，利用對稱性可簡化為靜定的下端固定上端自由的二階柱。
吊車梁頂：M=0
吊車梁底：M=1.2×Tmax=1.2×23.57=28.28 kN.m
柱底：    M=(8.1+1.2)×Tmax=(8.1+1.2)×23.57=219.20 kN.m

5.在風荷載（Fwk，q1k，q2k）作用下，以左風→作用進行計算。（右風←作用時，利用對稱性A，B兩柱內(nèi)力值對換，符號相反即可，不必另算。）
在風荷載作用下柱底端固定上端不動鉸支座，超一次靜定結(jié)構(gòu)。

Vak=-R=0.5Fwk-0.5(q1k-q2k) h2C3
=0.5×10.24-0.5×(2.772-1.801)×12.3×0.329=3.16 kN(→)
Vbk=0.5Fwk+0.5(q1k-q2k) h2C3
=0.5×10.24+0.5×(2.772-1.801)×12.3×0.329=7.08 kN(→)
求內(nèi)力圖如下：(當左風→作用時A柱的內(nèi)力)

由上圖∑Mx=0得：
     
 

Vx=0= Vak=3.16 kN  Vx=0= Vbk=7.08 kN
Vx=4.2=3.16+2.772×4.2=14.80 kN Vx=4.2=7.08+1.801×4.2=14.64 kN
Vx=12.3=3.16+2.772×12.3=37.26 kN Vx=12.3=7.08+1.801×12.3=29.23 kN
內(nèi)力圖見下圖：

用同樣的方法可求出右風的內(nèi)力圖。
 
五.荷載組合及最不利內(nèi)力組合
考慮的是以下四種的內(nèi)力組合：
(1)+Mmax及相應(yīng)的N，V；
(2)-Mmax及相應(yīng)的N，V；
(3)Nmax及相應(yīng)的M，V；
(4)Nmin及相應(yīng)的M，V；
以上四種內(nèi)力組合中的某一種就是我們要尋求的最不利內(nèi)力（即在截面尺寸，材料強度相同條件下，使截面配筋量最大的內(nèi)力）。
在尋求上述四種內(nèi)力時，考慮這些荷載同時出現(xiàn)以及同時出現(xiàn)且達到最大值的可能性。為此，我們在尋求最不利內(nèi)力組合時還要考慮荷載組合。按《荷載規(guī)范》中對于一般排架、框架結(jié)構(gòu)由可變荷載效應(yīng)控制的組合的表達式為：
S=γG•SGK +γQ1•SQ1K      及       S=γG•SGK+ 0.9∑γQi•SQiK                                                                
據(jù)此，對一般排架結(jié)構(gòu)的荷載組合有下列兩類：
(1)        永久荷載+ 一個可變荷載;
(2)        永久荷載+ 0.9(兩個或兩個以上可變荷載)。
內(nèi)力組合下要點：
(1)        內(nèi)力組合目標是尋找各控制截面的+Mmax，-Mmax，Nmax和Nmin四組內(nèi)力，內(nèi)力組合中要注意幾種荷載同時出現(xiàn)的可能性以及荷載的折減；
(2)        組合原則：恒載恒在，有T必有D，有D可無T；
(3)        對Ⅲ-Ⅲ截面無D的荷載效應(yīng)組合（通常為永久荷載+風荷載），往往起控制作用，因無D時柱計算長度Lo為1.5H2，有D時Lo為H1；
(4)        由于R.C受壓構(gòu)件在大偏心受壓破壞時，當M接近時，隨N↑而As↓。組合中應(yīng)注意次要因素起控制的組合；
(5)        荷載效應(yīng)的標準組合用于裂縫控制和地基的承載力驗算。

A柱內(nèi)力匯總表

下面根據(jù)內(nèi)力匯總表進行A柱的內(nèi)力最不利組合計算。計算以下三個截面：
Ⅰ——Ⅰ截面：上柱下端處；Ⅱ——Ⅱ截面：下柱上端處；Ⅲ——Ⅲ截面：下柱下端處。
（一）Ⅰ——Ⅰ截面：
1. +Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(17.28+0)+1.4×37.72=73.544 kN.m
N=1.2×(245.069+16.8)+1.4×0=314.24 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= 17.28+0+37.72=55 kN.m
N=245.069+16.8+0=261.87 kN
2.-Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+0.9×1.4×（0.9×(④+⑥)+⑧）
SN=1.2×(①+②)+0.9×1.4×（0.9×(④+⑥)+⑧）
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(17.28+0)+ 0.9×1.4×(0.9×(-37.13-28.28)-45.62)
=-110.92 kN.m
N=1.2×(245.069+16.8)+ 0=314.24 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= 17.28+0-45.62+0.7×（-37.13-28.28）=-74.13 kN.m
N=245.069+16.8+0=261.87 kN
3. Nmax及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×③
SN=1.2×(①+②)+1.4×③
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(17.28+0)+1.4×2.91=24.81 kN.m
N=1.2×(245.069+16.8)+1.4×38.175= 367.69 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= 17.28+0+2.91=20.19 kN.m
N=245.069+16.8+38.175=300.04 kN
4. Nmin及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(17.28+0)+ 1.4×37.72=73.544 kN.m
N=1.2×(245.069+16.8)+ 0=314.24 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= 17.28+37.72=55 kN.m
N=245.069+16.8=261.87 kN

（二）Ⅱ——Ⅱ截面：
1. +Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×0.9×（0.9×（④+⑥）+⑦）
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×0.9×（0.9×（④+⑥）+⑦）
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(-31.73+14.47)+1.4×0.9×（0.9×（106.94+28.28）+37.72）
=180.15kN.m
N=1.2×(245.069+50.94)+1.4×0.9×（0.9×(411.63+0)+0）
=822.0 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M=-31.73+14.47+0.9×106.94+0.7×(0.9×28.28+37.72)
=123.20 kN.m
N=245.069+50.94+411.63=707.64 kN
2.-Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑧
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑧
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(-31.73+14.47)+ 1.4×-45.62
=-84.58kN.m
N=1.2×(245.069+50.94)+ 0=355.21 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= -31.73+14.47-45.62=-62.88 kN.m
N=245.069+50.94+0=296.0 kN
3. Nmax及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×0.9×(③+0.9×④)
SN=1.2×(①+②)+1.4×0.9×(③+0.9×④)
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(-31.73+14.47)+1.4×0.9×(-4.73+0.9×106.94)=94.60 kN.m
N=1.2×(245.069+50.94)+1.4×0.9×(38.175+0.9×411.63)
=870.10 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M=-31.73+14.47+106.94-0.7×4.73=86.37 kN.m
N=245.069+50.945+411.63+0.7×38.175=734.37 kN
4. Nmin及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(-31.73+14.47)+ 1.4×37.72=32.10 kN.m
N=1.2×(245.069+50.94)+ 0 =355.21 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= -37.13+14.47+37.72=15.06 kN.m
N=245.069+50.94=296.00 kN

三：Ⅲ——Ⅲ截面
1. +Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SV=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(25.21+14.47)+1.4×248.56
=395.60kN.m
N=1.2×(245.069+103.38)+0=418.14 kN
V=1.2×(7.03+0)+1.4×37.72=61.24 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M=25.21+14.47+248.56=288.24 kN.m
N=245.069+103.38=348.449 kN
V=7.03+37.72=44.75 kN
2.-Mmax及相應(yīng)的N，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+0.9×1.4×（0.9×(⑤+⑥)+⑧）
SN=1.2×(①+②)+0.9×1.4×（0.9×(⑤+⑥)+⑧）
SV=1.2×(①+②)+0.9×1.4×（0.9×(⑤+⑥)+⑧）
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(25.21+14.47)+ 0.9×1.4×(0.9×(-79.67-219.20)-223.3)
=-572.66 kN.m
N=1.2×(245.069+103.38)+ 0.9×1.4×(0.9×83.045)=512.31 kN
V=1.2×(7.03+0)+ 0.9×1.4×(0.9×(-8.84-23.57)-29.23)
=-65.15 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M= 25.21+14.47-223.3+0.7×(-79.67-219.20)=-392.829 kN.m
N=245.069+103.38+83.045=431.49 kN
V=7.03+0-28.95+0.7×(-8.84-29.23)=-48.57 kN
3. Nmax及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×0.9×(③+0.9×④)
SN=1.2×(①+②)+1.4×0.9×(③+0.9×④)
SV=1.2×(①+②)+1.4×0.9×(③+0.9×④)
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(25.21+14.47)+1.4×0.9×(4.56+0.9×35.34)=93.44 kN.m
N=1.2×(245.069+103.38)+1.4×0.9×(38.175+0.9×411.63)
=933.03 kN
V=1.2×(7.03+0)+1.4×0.9×(1.146+0.9×-8.84)= -0.14kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M=25.21+14.47+35.34+0.7×4.56=78.21 kN.m
N=245.069+103.38+411.63+0.7×38.175=786.80 kN
V=7.03+0-8.84+0.7×1.146=-1.01 kN
4. Nmin及相應(yīng)的M，V組合
荷載組合項目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SV=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷載效應(yīng)組合設(shè)計值：
M=1.2×(25.21+14.47)+1.4×248.56
=395.60kN.m
N=1.2×(245.069+103.38)+0=418.14 kN
V=1.2×(7.03+0)+1.4×37.72=61.24 kN
荷載效應(yīng)組合標準值：
M=25.21+14.47+248.56=288.24kN.m
N=245.069+103.38=348.449kN
V=7.03+37.72=44.75 kN

六.柱配筋計算
1.柱按對稱配筋單向偏心受壓構(gòu)件正截面強度計算。
計算公式：按《混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計規(guī)范GB 50010-2002》規(guī)定的公式計算。
基本公式：
（7.3.4-1）
（7.3.4-2）
由于對稱配筋，令 和 代入（7.3.4-1）得
，X要滿足：  （7.2.1-3）和 （7.2.1-4）當不滿足此條件時，應(yīng)滿足下式；（由7.3.4的2知：將7.2.5公式中的M用 代替
（7.2.5）

由7.3.4條的1中的1）得：
時為大偏心， 時為小偏心。
（一）Ⅰ——Ⅰ 截面配筋：
1. Mmax組合(與Nmin組合相同)
M=73.544 kN.m  N=314.24 kN
h0=h-as=400-40=360mm    L0=2H0=2×4200=8400mm   A=160000mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=20 mm  e0＝M/N=234.04 mm  ei= e0+ ea =254.04 mm
ζ1=0.5fc/N=0.5×14.3×160000/314240=3.641>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=0.940          （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.42×254.04+400/2-40=520.63 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=360×0.153=54.94mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm       2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`=ηei-h/2+ as =1.42×254.04-400/2+40=200.63 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=314.24×200.63/[360×（400-80）]=547.0 mm2
Amin=0.2%×160000=320 mm2
2. -Mmax組合
M=-110.92 kN.m  N=314.24 kN
h0=h-as=400-40=360 mm    L0=2H0=2×4200=8400 mm   A=160000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=20 mm  e0＝M/N=352.98 mm  ei= e0+ ea =372.98 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×160000/314240=3.641>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=0.940          （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.29×372.98+400/2-40=639.58 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=360×0.153=54.9 mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm       2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`=ηei-h/2+ as =1.29×372.98-400/2+40=319.58 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=314240×319.58/[360×（400-80）]=872.0 mm2
Amin=0.2%×160000=320 mm2
3. Nmax組合
M=24.81 kN.m  N=367.69 kN
h0=h-as=400-40=360 mm    L0=2H0=2×4200=8400 mm   A=160000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=20 mm  e0＝M/N=67.48 mm  ei= e0+ ea =87.48 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×160000/367690=3.111>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=0.940          （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=2.22×87.48+400/2-40=354.07 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=360×0.179=64.3 mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm       2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`=ηei-h/2+ as =2.22×87.48-400/2+40=34.07 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=367690×34.07/[360×（400-80）]=108.7 mm2
Amin=0.2%×160000=320 mm2

（二）Ⅱ——Ⅱ 截面配筋：
1. +Mmax組合
M=180.15 kN.m  N=822.0 kN
h0=h-as=800-40=760mm    L0=1.0H0=8100=8100mm   A=176000mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=219.16 mm  ei= e0+ ea =245.83 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/822=1.531>1 取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1.0  取ζ2=1（7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.23×245.83+800/2-40=661.48 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.189=143.7 mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm      hf=150 mm
2as <X< hf <h0ξb此時應(yīng)按（7.3.4-2）計算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=160 mm2

2. -Mmax組合
M=-84.58 kN.m  N=355.21 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0==8100 mm   A=176000mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=238.11 mm  ei= e0+ ea =264.8 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/355210=3.543>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1取ζ2=1       （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.21×264.8+800/2-40=680.43 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.082=62.1 mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm     hf=150 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`= h/2-ηei- as =800/2-1.21×264.8-40=40.0 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=355210×40.0/[360×（800-80）]=54.0 mm2
Amin=0.2%×bh=0.2%×170×800=272 mm2
3. Nmax組合
M=94.60 kN.m  N=870.10 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0=8100=8100 mm   A=176000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=108.7 mm  ei= e0+ ea =135.40 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/870.10=1.446>1 取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1.0  取ζ2=1（7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.41×135.40+800/2-40=551.0 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.200=149 mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm      hf=150mm
2as <X< hf <h0ξb此時應(yīng)按（7.3.4-2）計算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=160 mm2

4. Nmin組合
M=32.10 kN.m  N=355.21 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0=8100 mm   A=176000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=90.4 mm  ei= e0+ ea =117.1 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/355210=3.543>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1取ζ2=1       （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.48×117.1+800/2-40=533.0 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.082=62.1mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm     hf=150 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`= h/2-ηei- as =800/2-1.46×121.7--40=187.3 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=355210×187.3/[360×（800-80）]=257.0 mm2
Amin=0.2%×bh=0.2%×170×800=272 mm2

（三）Ⅲ——Ⅲ 截面配筋：
1.+Mmax組合（+Mmax組合與Nmin組合相同）
M=395.60 kN.m  N=418.14 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0==8100 mm   A=176000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=946.1 mm  ei= e0+ ea =972.8 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/418140=3.010>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1取ζ2=1       （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2- as =1.06×972.8+800/2-40=1388.4 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.096=73.1mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm   hf=150 mm
X< h0ξb且X< 2as,則說明受壓筋不能達到屈服強度，此時應(yīng)按7.2.5計算。
es`=ηei-h/2+ as =1.06×972.8-800/2+40=668.4 mm
As=N es`/[fy(h-2as)=418140×668.4/[360×（800-80）]=1078.0 mm2
Amin=0.2%×bh=0.2%×170×800=272 mm2

2. -Mmax組合
M=-572.66 kN.m  N=512.31 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0==8100 mm   A=176000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=1117.8 mm  ei= e0+ ea =1144.5 mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/512310=2.456>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1取ζ2=1       （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2-as=1.05×1144.5+800/2-40=1560.1 mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.118=89.6 mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80 mm   hf=150 mm
2as < X< hf <h0ξb  此時應(yīng)按（7.3.4-2）計算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=272 mm2
3. Nmax組合
M=93.44 kN.m  N=933.03 kN
h0=h-as=800-40=760 mm    L0=1.0H0==8100 mm   A=176000 mm2
εcu=0.0033-(fck-50)×10-5=0.0033-(20.1-50) ×10-5>0.0033
取εcu=0.0033 (7.1.2-5)

ea=max(h/30,20)=26.7 mm  e0＝M/N=100.15mm  ei= e0+ ea =126.85mm
ζ1=0.5fc A /N =0.5×14.3×176000/933030=1.349>1取ζ1=1（7.3.10-2）
ζ2= =1.15-0.01×L0×1000/h=1.049>1取ζ2=1       （7.3.10-3）
（7.3.10-1）
e=ηei+h/2- as =1.06×984.3+800/2-40=542.465mm （7.3.4-3）
<ξb 大偏心受壓
X= h0ξ=760×0.215=163.1mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm       2as=80mm   hf=150mm
hf <X< h0ξb,
重新計算 x
  Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=272mm2
比較以上計算結(jié)果，排架柱配筋為：（單側(cè)）
上柱：  2 25(982 mm2) 配筋率（0.61%）
下柱： 3 22+2 25（2122 mm2）配筋率（2.65%）

七：柱在排架平面外承載力驗算
?、?mdash;—Ⅰ、Ⅲ——Ⅲ截面中的Nmax進行驗算
由表7.3.11-1（有柱間支撐，垂直房屋排架柱，有吊車房屋柱）得計算高度：
上柱L0=1.25Hu=1.25×4.2=5250 mm
下柱L0=0.8HL=0.8×8.1=6480 mm
1. Ⅰ——Ⅰ 截面：
Nmax=367.69 kN
L0/b=5250/400=13.125 查表7.3.1得 φ=0.933
N=0.9φ(fcA+fy`As`)=0.9×0.933×（14.3×160000+360×2×982）
= 2514.9 kN> Nmax   滿足要求
2. Ⅲ——Ⅲ 截面
Nmax=933.03 kN
L0/b=6480/400=16.2 查表7.3.1得 φ=0.864
N=0.9φ(fcA+fy`As`)=0.9×0.864×（14.3×176000+360×2×2122）
= 3145.1 kN> Nmax   滿足要求。

八．斜截面抗剪和裂縫寬度驗算
1.斜截面抗剪驗算
按Nmin、Vmax組合計算
V=1.2×①+0.9×1.4×（③+⑦）
=1.2×7.03+0.9×1.4×（1.146+37.72）=57.41 kN
N=1.2×①+0.9×1.4×（③+⑦）
=1.2×245.069+0.9×1.4×（38.175+0）=342.2 kN
由于風荷載（均布荷載）在水平力中的比例為
37.72/（37.72+7.03+1.146）=82.2% 因此可以簡化認為該柱承受均布荷載，則根據(jù)7.5.12-2取λ=1.5。
>V=57.41KN
滿足要求.
可以按構(gòu)造配箍筋φ8 @ 200。
2.裂縫寬度計算
按8.1.2注2；e0/h0≤0.55的偏心構(gòu)件可不驗算裂縫寬度，比較后，Ⅲ——Ⅲ 截面的-Mmax組合的e0/h0=1117.8/760=1.47 最大，故按此組合來驗算。
e0k=MK/NK=392.829/431.49=0.91m=910mm
e0k/h0=910/760=1.19
L0/h=6480/800=8.1<14取ηs=1.0 (8.1.3-8)
e=ηs e0k+h/2-as=1.0×910+800/2-40=1270 mm (8.1.3-6)
γf`=(bf`-b)hf`/bh0=(400-100)×150/(100×760)=0.592 (8.1.3-7)
z=[0.87-0.12×(1-γf`)×(h0/e)^2]h0
=(0.87-0.12×(1-0.59) ×(760/1270)^2) ×760=648.0mm
(8.1.3-5)
δsk=Nk(e-z)/Asz=431.49×103×(1270 -648.0)/(2122×648.0)=195.4 kN/mm2
(8.1.3-4)
deq=(3×222+2×252)/( 3×22+2×25)=23.293m  
ρte=As/Ate= As/[0.5bh+(bf-b)hf]
=2122/(0.5×100×800+(400-100) ×150)=0.024965 (8.1.2-4)
=1.1-0.65ftk/(ρteδsk)=1.1-0.65×2.01/(0.024965×195.4)
=0.832
<0.3 mm
滿足要求。

九.牛腿設(shè)計
1.幾何尺寸確定

2. 牛腿配筋計算
作用在牛腿上的荷載有Dmax、G4k、Tmax
Fv=1.2 G4k+1.4Dmax=1.2×50.94+1.4×411.63=637.41 kN
Fh=1.4 Tmax=1.4×23.57=33.0 kN
Fvk=G4k+Dmax=50.94+411.63=462.57 kN
Fhk=Tmax=13.57 kN
h0=200+200-40=360mm  
豎向力作用點位于下柱截面以內(nèi)（50mm）
a=-50mm<0.3h0=0.3×360=108mm 取a=108mm
（10.8.2）
ρ=As/bnh0=735/(400×360)=0.510%   0.2%<0.51%<0.6%
選4 16   804mm2
3.牛腿局部抗壓驗算
設(shè)墊板的長和寬為400m×400m
壓應(yīng)力σk=Fvk/A=462570/160000=2.9 N/mm2
0.75fc=0.75×14.3=10.7 N/mm2
σk<0.75fc 滿足要求。

十．柱的吊裝驗算
  由二-1.9知：柱插入深度800mm，則柱的總長為4.2+8.1+0.8=13.1m

1.吊裝方法：一點翻身吊起吊，吊點在牛腿下方。
2.荷載計算
L1=4200mm;   L2=400mm;   L3=8100+800-L2=8500mm;
由二-1.8知
上柱自重標準值：q1k=4 kN/m
下柱自重標準值：q3k=4.4 kN/m
牛腿自重標準值：
q2k=[0.4×（0.4×0.8+0.2×0.2+0.2×0.2/2）/0.4]×25=9.5 kN/m
自重設(shè)計值：q=γ0γGγDqk  γ0=0.9  γG=1.2  γD=1.5
上柱自重設(shè)計值：q1=0.9×1.2×1.5×4=6.48 kN/m
下柱自重設(shè)計值：q3=0.9×1.2×1.5×4.4=7.13 kN/m
牛腿自重設(shè)計值：q2=0.9×1.2×1.5×9.5=15.39 kN/m
3.內(nèi)力計算
彎矩標準值：
M1k=0.5q1kL12=0.5×4×4.22=35.28 kN.m
M2k=MBK=0.5q1k(L1+ L2)2+0.5(q2k-q1k)×L22
=0.5×4×(4.2+0.4)2+0.5×(9.5-4)×0.42=42.76  kN.m
X=0.5L3-MBK/q3kL3=0.5×8.5- 42.76/（4.4×8.5）=3.11 m
M3K=0.5q3kX2=0.5×4.4×3.11×3.11=21.23 kN.m    
彎矩設(shè)計值:
M1=0.5q1L12=0.5×6.48×4.22=57.15 kN.m
M2=MB=0.5q1(L1+ L2)2+0.5(q2-q1)×L22
=0.5×6.48×(4.2+0.4)2+0.5×(15.39-6.48)×0.42
=69.27 kN.m
X=0.5L3-MB/q3L3=0.5×8.5- 69.27/（7.13×8.5）=3.11m
M3=0.5q3X2=0.5×7.13×3.11×3.11=34.41 kN.m 
注：關(guān)于X=0.5L3-MB/q3L3 、M3=0.5q3X2 的推導見指導書。
4.正截面驗算
M1、M2所在截面：前配筋為 As=982 mm2
Mu=ASfy(h0-as)=982×360×(360-40)=113.13 kN.m> M1、M2
M3所在截面：前配筋為 As=2122 mm2
Mu=ASfy(h0-as)=2122×360×(760-40)=550.0  kN.m> M3
原配筋均已滿足起吊所需要鋼筋。
5.裂縫寬度計算
從彎矩設(shè)計值來看，M2最大，因此取該處計算

=1.1-0.65ftk/(ρteδsk)=1.1-0.65×2.01/(0.024965×30.48)
=-0.617<0取  =0.2
<0.3mm滿足要求。

十一.基礎(chǔ)設(shè)計
地基基礎(chǔ)設(shè)計等級丙級,保護層厚40mm。
fak=200 kN/mm2
fa=fak+ηb•γ•(B-3)+ηd•γo•(D-0.5)
初定基礎(chǔ)埋深D=0.4 +0.5+1.150=2.05 m ;
γ=18 kN/m3；γo=17 kN/m3；ηb=0.3；ηd=1.6; 
基礎(chǔ)采用：c25        : ft=1.27 N/mm2; fc=11.9 N/mm2        .
HRB235 fy=210 N/mm2       
D=        2.05m; rG=20 kN/m3; G5k=248.85 kN;         e5=0.52mm; r=18kN/m3;  h=1.15m.
1.        基礎(chǔ)尺寸確定:
1).底面尺寸a，b（A=a•b）
Ⅲ--Ⅲ截面的基礎(chǔ)底面積
        Mmax(Nmin)        (-)Mmax        Nmax        采用(Nmax確定的尺寸驗算-Mmax)
Mk        288.240        -392.829        78.210        -392.829
Nk        348.449        431.490        786.800        431.490
Vk        44.750        -48.570        -1.010        -48.570
Ak= (Nk+ G5k)/(fak-rGD)            3.757        4.279        6.514        6.514
A=1.4Ak        5.259        5.990        9.119        9.119
b=（A/1.5）0.5        1.872        1.998        2.466        2.466
a=1.5b        2.809        2.998        3.698        3.698
Mbi=Mk+Vk h-G5ke5               210.301        -578.087        -52.354        -578.087
Nbi= Nk+ G5k+r×a×b×D            791.365        901.386        1372.139        1016.829
Vbi=Vk        44.750        -48.570        -1.010        -48.570
e0=Mbi/Nbi        0.266        0.641        0.038        0.569
Pkmax= Nbi(1+6e0/a)/A          235.892        343.630        159.785        214.352
Pkmin= Nbi(1-6e0/a)/A        65.051        -42.687        141.157        8.663
P= (Pkmax+Pkmin)/2        150.471        150.471        150.471        111.507
fa=fak+ηbγ(a-3)+ ηdγ0(D-3)        244.640        244.640        250.040        244.640
1.2fa        293.568        293.568        300.048        293.568
pkmin≥0        滿足        不滿足        滿足        滿足
Pkmax<1.2fa        滿足        不滿足        滿足        滿足
fa>P        滿足        滿足        滿足        滿足

?。篵=2.5m;a=3.9m。
（AK=Nkmax+G5k/(f-γG•D)（按軸心受壓初步計算），A=1.4AK（考慮偏心受壓增大40%）），以上單位M/(kN.m)、力/(kN)、長度/（m）。
2）. 抗沖切驗算

抗沖切驗算
類別        第一組        第二組        第三組
　        Mmax(Nmin)         (-)Mmax        Nmax
M/(kN.m)        395.600         -572.660         93.440
N/(kN)        418.140         512.310         933.030
V/kN        61.240         -65.150         -0.140
G5/kN        298.620         298.620         298.620
Nb/kN        716.760         810.930         1231.650
Mb/(kN.m)        310.744        -802.865        -62.003
e0/m                0.434                        0.990        0.050
W/m3        6.338         6.338         6.338
Pmax/kN.m2        122.546         209.857         136.107
Pmin/kN.m2        24.481         -43.512         116.540
對于第二組Pmin<0則重新計算：
        第二組
e=Mb/Nb        0.990
a1=a/2-e        0.960
Pjmax=2Nb/3a1a        225.3
AL/mm2        1175000
FL=PjmaxAL/kN        264.7
變階處h0=0.7m; bt=1.15m; (bt+2h0)=2.55>2.5,取 bb=2.5m, AL采用cad做圖測量的。
bm=( bt + bb)/2=1.825m.
杯底至基礎(chǔ)底的距離為750mm ，則βhp=1.0
0.7βhpftbmh0=0.7×1.0×1.27×1.825×700
=1135697.5=1135.70kN
大于FL滿足要求。               
3）.基礎(chǔ)底板配筋計算：
a. 柱邊及變階處基底反力計算:
三組不利內(nèi)力設(shè)計值：

柱邊及變階處基底反力計算:
　        1         2         3
PjⅠ/kN        85.230         91.160         128.710
PjⅢ/kN        92.810         110.620         130.210
(Pjmax+PjⅠ)/2/kN        103.888         158.216         132.408
(Pjmax+PjⅢ)/2/kN        107.678         167.946         133.158
(Pjmax+Pjmin)/2/kN        73.514         112.636         126.323

取以上各組的最大值計算彎矩:
　        a/m        b/m        ac/m        bc/m        P/kN        M/kN.m
Ⅰ        2.500         3.900         0.800         0.400         128.710         89.775
Ⅲ        2.500         3.900         1.550         1.150         130.210         78.411
Ⅱ        2.500         3.900         0.800         0.400         126.323         95.058
Ⅳ        2.500         3.900         1.550         1.150         126.323         66.438
(Ⅰ、ⅢM=p(b-bc)(2a+ac)/24; Ⅱ、Ⅳ M=p(a-ac)(2b+bc)/24. PjⅠ、PjⅢ采用cad等比例做圖測量得。)
b. 配筋計算:
基礎(chǔ)底面受力鋼筋采用HRB235（fy=210 N/mm2）
配筋計算
方向        截面        h0/mm        As/mm2        選筋
長邊方向        Ⅰ        1100        431.819        φ10 @ 125 = 628mm2
        Ⅲ        700        592.674       
短邊方向        Ⅱ        1100        457.23        φ10 @ 150 = 524mm2
        Ⅳ        700        502.177       
t/h2=300/400=0.75        杯壁可不配筋.        計算公式：As=M/0.9h0fy
墊層的厚度100mm；墊層混凝土強度等級為C10.