《单层工业厂房》课程设计.docx
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《单层工业厂房》课程设计
《单层工业厂房》课程设计
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一.结构选型
该厂房是广州市的一个高双跨(18m+18m)的机械加工车间。
车间长90m,柱矩6米,在车间中部,有温度伸缩逢一道,厂房两头设有山墙。
柱高大于8米,故采用钢筋混凝土排架结构。
为了使屋架有较大的刚度,选用预应力混凝土折线形屋架及预应力混凝土屋面板。
选用钢筋混凝土吊车梁及基础梁。
厂房的各构选型见表1.1
表1.1主要构件选型
由图1可知柱顶标高是10.20米,牛腿的顶面标高是6.60米,室内地面至基础顶面的距离0.5米,则计算简图中柱的总高度H,下柱高度Hl和上柱的高度Hu分别为:
H=10.2m+0.6m=10.8mHl=6.60m+0.6m=7.2mHu=10.8m-7.2m=3.6m
根据柱的高度,吊车起重量及工作级别等条件,确定柱截面尺寸,见表1.2。
见表1.2柱截面尺寸及相应的参数
截面尺寸/mm
面积/mm2
惯性矩/mm4
自重/(KN/m)
A,C
上柱
矩400×400
160000
4.0
下柱
I400×800×100×150
177500
4.43
B
上柱
矩400×400
160000
4
下柱
I400×800×100×150
177500
4.43
二.荷载计算
1.恒载
图1
求反力:
F1=116.92
F2=111.90
屋架重力荷载为59.84,则作用于柱顶的屋盖结构的重力荷载设计值:
GA1=1.2×(116.92+59.84/2)=176.81KN
GB1=1.2×(111.90×6+59.84/2)=170.18KN
(2)吊车梁及轨道重力荷载设计值
GA3=1.2×(27.5+0.8×6)=38.76KN
GB3=1.2×(27.5+0.8×6)=38.76KN
(3)柱重力荷载的设计值
A,C柱
B柱
2.屋面活荷载
屋面活荷载的标准值是0.5KN/m2,作用于柱顶的屋面活荷载设计值:
Q1=1.4×0.5×6×18/2=37.8KN
3,风荷载
风荷载标准值按ωk=βzμsμzω0计算其中ω0=0.5KN/m2,βz=1,μz根据厂房各部分
柱顶(标高10.20m)μz=1.01
橼口(标高12.20m)μz=1.06
屋顶(标高13..20m)μz=1.09
μs如图3所示,由式ωk=βzμsμzω0可得排架的风荷载的标准值:
ωk1=βzμs1μzω0=1.0×0.8×1.01×0.5=0.404KN/m2
ωk2=βzμs2μzω0=1.0×0.4×1.01×0.5=0.202KN/m2
图2荷载作用位置图
图3风荷载体型系数和排架计算简
q1=1.4×0.404×6=3.39KN/m
q1=1.4×0.202×6=1.70KN/m
Fw=γQ[(μs1+μs2)×μzh1+(μs3+μs4)×μzh2]βzω0B
=1.4[(0.8+0.4)×1.01×(12.2-10.2)+(-0.6+0.5)×1.01×(13.2-12.2)]×1×0.5×6
=10.23KN
4.吊车荷载
吊车的参数:
B=5.55米,轮矩K=4.4,pmax=215KN,pmin=25KN,g=38KN。
根据B和K,
可算出出吊车梁支座反力影响线中个轮压对应点的竖向坐标值,如图4所示:
图4 吊车荷载作用下支座反力的影响线
(1)吊车的竖向荷载
Dmax=γQFpmax∑yi=1.4×115×(1+0.075+0.808+0.267)=346.15KN
Dmin=γQFpmin∑yi=1.4×25×(1+0.075+0.808+0.267)=75.25KN
(2)吊车的横向荷载
T=1/4α(Q+g)=1/4×0.12×(100+38)=4.14KN
吊车横向荷载设计值:
Tmax=γQT∑yi=1.4×4.14×2.15=12.46KN
三.排架内力分析
1.恒荷载作用下排架内力分析
图5 恒荷载作用的计算简图
G1=GA1=176.81KN;G2=G3+G4A=38.76+17.28=56.04KN;G3=G5A=38.28KN;
G4=2GB1=340.361KN;G5=G3+2G4B=2×38.76+17.28=94.8KN;
G6=G5B=38.28KN;
M1=G1×e1=171.81×0.05=8.60KN.m;
M2=(G1+G4A)e0-G3e3=(176.81+17.28)×0.2-38.28×0.35=25.42
C1=
×
=2.03;C1=
×
=1.099;
RA=
C1+
C3=(8.60×2.03+25.42×1.099)/10.8=4.20KN(→)
RC=-4.20KN(←);RB=0KN;
内力图:
图6恒荷载内力图
2.活荷载作用下排架内力分析
(1)AB跨作用屋面活荷载
图7AB跨作用活荷载作用简图
Q=37.8KN,则在柱顶和变阶处的力矩为:
M1A=37.8×0.05=1.89KN.m,M2A=37.8×0.25=7.56KN.m,M1B=37.8×0.15=5.67KN.m
RA=
C1+
C3=(1.89×2.03+7.56×1.099)/10.8=1.124KN(→)
RB=
C1=5.67×2.03/10.8=1.07KN(→)
则排架柱顶不动铰支座总的反力为:
R=RA+RB=1.124+1.07=2.19KN(→)
VA=RA-RηA=1.32-0.33×2.19=0.40KN(→)
VB=RB-RηB=1.07-0.33×2.19=0.35KN(→)
VC=-RηC=-0.33×2.19=-0.72KN(←)
排架各柱的弯矩图,轴力图,柱底剪力如图8所示:
图8AB跨作用屋面活荷载内力图
(2)BC跨作用屋面活荷载
由于结构对称,且BC跨的作用荷载与AB跨的荷载相同,故只需叫图8的各内力图位置及方向调一即可,如图10所示:
图9AB跨作用活荷载作用简图
图10BC跨作用屋面活荷载内力图
3.风荷载作用下排架内力分析
(1)左吹风时
C=
=0.33
RA=-q1HC11=-3.39×10.8×0.33=-12.08KN(←)
RC=-q1HC11=-1.70×10.8×0.33=-6.06KN(←)
R=RA+RC+Fw=12.08+6.06+10.23=28.37KN(←)
各柱的剪力分别为:
VA=RA-RηA=-12.08+0.33×28.37=-2..72KN(←)
VB=RB-RηB=-6.06+0.33×28.37=3.30KN(→)
VC=-RηC=-0.33×-28.37=9.36N(→)
图11左风内力图
(2)右风吹时
因为结构对称,只是内力方向相反,,所以右风吹时,内力图改变一下符号就行,如图12所示;
图11左风内力图
4.吊车荷载作用下排架内力分析
(1)Dmax作用于A柱
计算简图如图12所示,其中吊车竖向荷载Dmax,Dmin在牛腿顶面引起的力矩为:
MA=Dmax×e3=346.15×0.35=121.15KN.m
MB=Dmin×e3=75.25×0.75=56.44KN.m
RA=
-
C3=-121.15×1.099/10.8=-12.33KN(←)
RB=
C3=-56.44×1.099/10.8=5.74KN(→)
R=RA+RB=-12.33+5.74=-6.59N(←)
各柱的剪力分别为:
VA=RA-RηA=-12.33+0.33×6.59=-10.16(←)
VB=RB-RηB=5.74+0.33×6.59=7.91KN(→)
VC=-RηC=0.33×6.59=2.17N(→)
图12 Dmax作用在A柱时排架的内力
(2)Dmax作用于B柱左
计算简图如图12所示,其中吊车竖向荷载Dmax,Dmin在牛腿顶面引起的力矩为:
MA=Dmax×e3=75.25×0.35=26.33KN.m
MB=Dmin×e3=346.15×0.75=259.61KN.m
RA=-
C3=-26.33×1.099/10.8=--2.68KN(←)
RB=-
C3=259.61×1.099/10.8=26.42KN(→)
R=RA+RB=-2.68+26.42=23.74N(→)
各柱的剪力分别为:
VA=RA-RηA=-2.68-0.33×23.74=-10.51KN(←)
VB=RB-RηB=26.42-0.33×23.74=18.59KN(→)
VC=-RηC=-0.33×23.74=-7.83N(←)
图13 Dmax作用在B柱左时排架的内力
(3)Dmax作用于B柱左
根据结构对称和吊车吨位相等的条件,内力计算与Dma作用于B柱左情况相同,只需将A,C柱内力对换和改变全部弯矩及剪力符号:
如图14
(4)Dmax作用于C柱
同理,将Dmax作用于A柱的情况的A,C柱的内力对换,且注意改变符号,可求得各柱的内力,如图15
(5)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16-a所示。
对于A柱,n=0.15,λ=0.33,得a=(3.6-0.9)/3.6=0.75.,Tmax=12.46KN
C5=
=0.54
RA=-TmaxC5=-12.46×0.54=-6.73KN(←)
RB=-TmaxC5=-12.46×0.54=-6.73KN(←)
图14 Dmax作用在B柱右时排架的内力
图15 Dmax作用在C柱时排架的内力
排架柱顶总反力R:
R=RA+RB= -6.73-6.73=-13.46KN
各柱的简力:
VA=RA-RηA=-6.73+0.33×13.46=-2.29KN(←)
VB=RB-RηB=-6.73+0.33×13.46=-2.29KN(←)
VC=-RηC=0.33×13.46=4.44N(→)
图16 Tmax作用在AB跨时排架的内力
(6)Tmax作用于BC跨柱
由于结构对称及吊车的吨位相等,故排架内力计算与“Tmax作用于AB跨柱”的情况相同,只需将A柱与C柱的对换,如图17
图17 Tmax作用BC跨时排架的内
五.柱截面设计(中柱)
混凝土强度等级C20,fc=9.6N/mm2,ftk=1.54N/mm2.采用HRB335级钢筋,fy=fy`300N/mm2,ζb=0.55,上下柱采用对称配筋.
1.上柱的配筋计算
由内力组合表可见,上柱截面有四组内力,取h0=400-40=360mm,附加弯矩ea=20mm(大于400/30),判断大小偏心:
从中看出3组内力为大偏心,只有一组为小偏心,而且:
N=429.KN<ζbαfcbh0=0.550×1×9.6×400×360=760.32KN
所以按这个内力来计算时为构造配筋.对三组大偏心的,取偏心矩较大的的一组.即:
M=87.119KN.m N=357.64KN
上柱的计算长度:
L0=2HU=2×3.6=7.2m
e0=M/N=243.40mmei=e0+ea=263.40mm
l0/h=7200/400=18>5.应考虑偏心矩增大系数η
ζ1=
=0.5×9.6×160000/357640=2.15>1,取ζ1=1
ζ2=1.15-0.01l0/h=1.15-0.01×7200/400=0.97,l0/h>15,取ζ2=0.97
图 18
η=1+
ζ1ζ2=1+
×1×0.97=1.31
ζ=
=357640/1×9.6×400×360=0.26
>2αs/h0=2×40/360=0.22
所以x=ζ×h0=0.26×360=93.6
e`=ηei-h/2+αs=1.31×263.40-400/2+40=185.05mm
N.e`=fyAs(h0-as)-α1fcbx(x/2-as)
As=As`=
=
=715mm
选用3φ18(As=763mm2).验算最小配筋率:
ρ=As/bh=763/400×400=0.47%>0.2%
平面外承载力验算:
l0=1.5Hu=1.5×3.6=5.4m
l0/b=5400/400=13.5,查表得ψ=093,Ac=A-Aa=4002-763×2=158474mm
Nu=0.9ψ(fy`As`+fcAs)=0.9×0.93×(300×763×2+9.6×158474)=1656.55KN
2.下柱配筋计算
取h0=800-40=760mm,与上柱分析办法相识,选择两组最不利内力:
M=217.96KN.mM=152.69KN.m
N=810.94KNN=473.44KN
(1)按M=217.96KN.m,N=810.94KN计算
L0=1HU=1×7.2=7.2m,附加偏心矩ea=800/30=2.7mm(大于20mm),b=100mm,bf`=400mm,hf=150mm
e0=M/N=217960/810.94=268.77mmei=e0+ea=295.77mm
l0/h=7200/800=9>5而且<15.应考虑偏心矩增大系数η,取ζ2=1
ζ1=
=0.5×9.6×160000/810940=1.05>1,取ζ1=1
图 19
η=1+
ζ1ζ2=1+
×1×1=1.15
ηei=1.15×295.77=340.14>0.3×760=228,所以为大偏心
受压,应重新假定中和轴位于翼缘内,则
x=
=810940/1×9.6×400=211.18>hf=150mm
说明中和轴位于板内,应重新计算受压区的高度:
x=
=
=394.72mm
e=ηei+h/2+αs=1.15×295.77-800/2-40=7005mm
As=As`=
=
=272.87mm2
(2)按M=152.69KN.m,N=473.44KN计算
L0=1HU=1×7.2=7.2m,附加偏心矩ea=800/30=2.7mm(大于20mm),b=100mm,bf`=400mm,hf=150mm
e0=M/N=152690/473.44=322.51mmei=e0+ea=349.51mm
l0/h=7200/800=9>5而且<15.应考虑偏心矩增大系数η,取ζ2=1
ζ1=
=0.5×9.6×160000/810940=1.05>1,取ζ1=1
图 20
η=1+
ζ1ζ2=1+
×1×1=1.15
ηei=1.15×295.77=340.14>0.3×760=228,所以为大偏心
受压,应重新假定中和轴位于翼缘内,则
x=
=473440/1×9.6×400=123.29>hf=150mm
说明中和轴位于翼缘内:
e=ηei+h/2-αs=1.15×349.51-800/2-40=761.93mm
As=As`=
=
=139.38mm2
最小配筋βminA=0.2%×177500=355mm2
所以选3φ14(As=461mm2)满足要求
查附表11.1的无柱间支撑垂直排架方向柱的计算长度,l0=1Hl=7.2m
l0/b=7200/400=18,查表得ψ=0.81,Ac=A-Aa=177500-461×2=176578mm
Nu=0.9ψ(fy`As`+fcAs)=0.9×0.81×(300×461×2+9.6×176578)=1437.40KN>Nmax
所以满足弯矩作用平面外的承载力要求
3.柱裂缝宽度验算
《规范》中规定,对e0/h0>0.55的柱要进行裂缝宽度验算,本例的上柱出现e0/h0=>0.55,所以应该进行裂缝验算。
验算过程见下表21。
其中上柱的As=763mm2;Es=200000N/mm2;构件的受力特征系数acr=2.1,混凝土的保护层厚度c=25mm,ftk=1.54N/mm2。
4.柱裂缝宽度验算
非地震区的单层厂房柱,其箍筋数量一般由构造要求控制。
根据构造要求,上下柱均选用φ8@200箍筋。
5.牛腿设计
根据吊车支承的位置,截面的尺寸及构造要求,确定牛腿的尺寸如图22所示,其中牛腿的截面宽度b=400mm,牛腿截面高度h=1050mm,h0=1015mm.
(1)牛腿腿截面高度验算
表 21柱的宽度验算表
图22
17<0.2,所以满足要求
Fv≤β(1-0.5Fhk/Fvk)
验算
β=0.65,ftk=1.54N/mm2,
Fhk=0,a=650-175-250/2=350mm
Fvk=Dmax/γQ+G3/γG=346.15/1.4+38.76/1.2
=279.55KN
β(1-0.5Fhk/Fvk)
=
0.65×
=470.08KN>Fvk
所以所选的尺寸满足要求
(2)牛腿配筋计算
纵向受拉钢筋总截面面积As:
As≥
=
=550.2mm2
根据规定,纵向受拉钢筋As的最小配筋率为0.002bh=0.002×400×1050=840mm2
>550.2mm2。
所以要按840mm2配筋。
现在选用5φ16(As=1005mm2)
水平箍筋选用φ8@100的双肢筋。
牛腿的剪跨比a/h0=370/1050=0.35>0.3,所以应该设置弯起钢筋
A≥0.5As=0.5C1005=502.5mm2 ,且A≥0.0015bh=0.0015×400×1015=609mm2
故选用4φ14(As=615mm2)
6.牛腿设计
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。
插入杯口深度为800mm,则柱吊装时的总长度为3.6+7.2+0.8=11.6m.。
柱吊装阶段的荷载为柱自重重力荷载(应考虑动力系数)即
q1=μυGq1k=1.5×1.2×4.0=7.2KN/m
q2=μυGq1k=1.5×1.2×(0.4×2.1×25)=37.8KN/m
q3=μυGq1k=1.5×1.2×4.44=7.99KN/m
图23
在上述荷载的作用下,柱的控制截面的弯矩为:
M1=0.5q1Hu2=0.5×7.2×3.62=46.66KN.m
M2=0.5q1Hu2=0.5×7.2×(3.6+1.05)2+0.5×(37.8-7.2)×1.052=94.71KN.m
由∑MB=RAl3-0.5q3l32+M2=0
解得:
RA=14.17KN
M3=RAx-q3x2令
=RA-q3x=0得x=1.77m则下柱段最大弯矩M3为:
M3=14.17×1.77-0.5×7.99×1.772=12.55KN.m
表 24吊装时柱的宽度验算表
六.基础设计(B柱下基础)
1.初步确定杯口尺寸及基础埋深
(1)杯口尺寸
图25基础截面尺寸
杯口的深度:
柱子的插入深度H1=800mm,所以杯口深度为800+50=850mm
杯口顶部尺寸:
宽为400+2×75=550mm,长为800+2×75=950mm
杯口底部尺寸:
宽为400+2×50=500mm,长为800+2×50=900mm
杯口厚度:
因为800 杯壁高度: h1≤t/0.75=350/0.75=466mm,取h1=350mm 杯底厚度;a1=250mm,根据a2≥a1原则,取a2为250mm 根据以上尺寸,确定基础总高度 H1+a1+50=800+250+50=1100mm 基础的埋置深度: 1100+600=1700mm 地基承载里设计值: fa=200KN/m2 (2)基础面积计算 表26 B柱在基础地面的荷栽 估算基础底面积: A≥ =1006.06/(200-20×1.7)=6.06m2 考虑偏心受压,将基础的面积增大20% 1.2A=1.2×6.06=7.27m2 G=γGγyDA=1.2×20×1.7×8=326..4KN 表27基础底面压应力计算 取基础地面长边与短边的比为2,则 l=3.8m,b=1.9m,取l=4m,b=2m 校核基础底面积是否满足要求: (1)校核0.5(Pmax+Pmin)≤f 0.5(Pmax+Pmin)=0.5×(198.90+134.22)=166.56KN (2)校核Pmax≤1.2f Pmax=198.90KN<1.2f=1.2×200=240KN (3)校核Pmin≥0 Pmin=67.91KN>0 由以上得知,基础的地面尺寸4×2=8m2,满足要求 图28基础截面尺寸 2.地基净反力计算: 表29地基净反力 由表可以看出Nmax最不利。 (Pjmax=158.10,Pjmin=93.42) 3.冲剪强度验算 从杯口顶面柱边开始的450斜拉裂面与基础底面交界处(截面1-1)的净反力Pj1。 基础的有效高度h0=1100-40=1060mm Pj1=93.42+(4-0.64)/4×(158.10-93.42)=147.75KN 同理按比例算得: PjⅠ=93.42+(2+0.4)/4×(158.10-93.42)=132.23KN PjⅠ`=93.42+(2+0.4+0.425)/4×(158.10-93.42)=139.10KN 因为b=2.0m A1=(l/2+hv/2-h0)b=(4/2-0.8/2-1.06)×2=1.08m2 A2=(bc+h0)h0-(h0+bc/2-b/2)2=(0.4+1.06)×1.06-(1.06+0.4/2-2/2)2=1.48m2 (1)柱边截面 PjmaxA1=158.10×1.08=17.75KN,查表的βnp=0.98C15 ft=0.91N/mm2 0.7βnpA2=0.7×0.98×0.91×1480000=923.90KN>PjmaxA1=158.10×1.08=17.75KN 满足要求 (2)变阶截面;算法同上面的一样,同样满足要求。 4.配筋验算 Ⅰ-Ⅰ截面: MI=1/48[(Pjmax+Pj)(2b+bc)+(Pjmax-Pj)b](l-hc)2 =1/48[(158.1+125.76)(2×2+0.4)+(158.1-125.76)×2](4-0.8)2 =280.25KN.m AsI=MI/0.9fyh0=280.25/(0.9×210000×1.06)=1398.9mm2 Ⅰ`-Ⅰ`截面: MI`=1/48[(Pjmax+Pj)(2b+b1)+(Pjmax-Pj)b](l-l1)2 =1/48[(158.1+125.76)(2×2+1.15)+(158.1-125.76)×2](4-1.55)2 =190KN.m As
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