建筑平面示意图如下：
一.构件选型
m（Lk=16.5 m），轨顶标志标高为7.5m，A4级工作级别，软钩桥式吊车Q1=150KN、Q2=200KN两台的工业厂房。
1.屋面板{04G410-1}
一冷二毡三油一砂 0.35 = 0.35 kN/m2
20厚水泥砂浆找平 0.40 = 0.40 kN/m2
屋面恒荷载 = 0.75 kN/m2
屋面活荷载 0.5 kN/m2
荷载组合：
组合一：1.2×0.75+1.4×0.5=1.6 kN/m2
组合一：1.35×0.75+1.4×0.5×0.7=1.5025 kN/m2
选Y-WB-2Ⅲ（中间跨）；YWB-2ⅢS（端跨）。
允许荷载2.05 kN/m2 >1.6 kN/m2 ，满足要求。
2.屋架{04G415（一）}
屋面板的一冷二毡三油一砂 0.35 kN/m2
屋面板的20厚水泥砂浆找平 0.40 kN/m2
屋面板自重 1.4 kN/m2
灌缝重 0.1 kN/m2
屋架钢支撑自重 0.05 kN/m2
恒荷载 2.3 kN/m2
屋面活荷载 0.5 kN/m2
荷载组合：
组合一：1.2×2.3+1.4×0.5=3.46 kN/m2
组合一：1.35×2.3+1.4×0.5×0.7=3.595 kN/m2
选YWJ24-1Ba
允许荷载4.0 kN/m2 >3.595 kN/m2 ，满足要求。
屋架自重60.5KN（未包括挑出牛腿部分，挑牛腿部分根据标准图集另外计算自重）。
3.天沟板{04G410-3}
根据屋架24m确定外天沟宽为770mm，根据天沟荷载（天沟自重除外）选天沟型号。沟壁平均厚度80mm。
设落水管水平间距24m，天沟流水坡长12m，焦渣找坡取5‰，最薄取20mm。
防水层 0.40 kN/m2
20厚水泥砂浆找平 0.40 kN/m2
65厚焦渣混凝土找坡 0.065×14= 0.91 kN/m2
20厚水泥砂浆抹面 0.40 kN/m2
积水按230mm高计 2.3 kN/m2
卷材防水层考虑高、低肋覆盖部分，按天沟平均内宽b的2.5倍计算。（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
选用：
中间跨：TGB77（无落水洞口） TGB77a、TGB77b（有落水洞口）
边跨： TGB77sa、TGB77sb
允许荷载4.26 kN/m＞3.923 kN/m，满足要求。
注：积水荷载取230mm高，比其它活载大，故天沟板验算取积水荷载。当排架分析时仍取屋面活载0.50 kN/m2。
4.吊车梁{04G323-2}
当二台吊车Q相同时，选吊车梁时按Q选（100KN）。按中级工作级别（按两台吊车考虑），Lk=16.5m，柱距6m，吊车起重量20t，吊车总重 Q=t，小车重g=7.961t，最大轮压Pk=202.0KN，车宽B=5.5m，轮距W=4.4m，试选用吊车编号。
解：假定吊车规格不符合附录一～四时，需进行内力验算后套用，按起重量和跨度，试选用DL——9或DL——10
计算长度取 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).承载力计算（按两台吊车考虑）：
a.按移动荷载最不利位置
吊车竖向荷载作用下的最大弯矩标准值：
MQK=2PKX2/L=2×202.0×2.6252/5.8= 479.968 kN.m
基本组合（不包括梁体和轨道自重）：
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．剪力取距梁端约min(1.14,5.8/6)=0.97m 处
吊车竖向荷载作用下的最大剪力标准值：
VQK=PK[(L-0.97)+（L-0.97-( B-W)）]/L=298.124 kN
基本组合（不包括梁体和轨道自重）：
Va=1.4×1.05 VQK =438.243 kN
419.5 kN < Va<480.5 kN
c．跨中最大剪力设计值
Vz=1.4μPk[L/2+ L/2-（B-W）]/L=240.624 kN
216.9 kN <Vz<249.8 kN
2).疲劳计算（按一台吊车考虑）：
a．按移动荷载最不利位置
吊车竖向荷载作用下的最大弯矩标准值：
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. 剪力取距梁端约0.97m 处
吊车竖向荷载作用下的最大剪力标准值：
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. 跨中最大剪力设计值
VZ=μ×0.5×Pk=1.05×0.5×Pk=106.05 kN
VZ<113.2kN<129.7 kN
3).裂缝验算（按两台吊车考虑）：
MQK= 479.968 kN.m
标准组合（不包括梁体和轨道自重）： M= MQK
458.4 kN.m <M<523.4 kN.m
经验算，按A4级吊车梁选用表，采用DL——10合适，承载力、疲劳、裂缝均满足要求。
5.吊车轨道联结{04G325}
1）. 轨道联结
按A4级工作级别，Q=200kN，Lk=22.5m
根据吊车规格参数计算最大轮压设计值：
Pd=1.05×1.4×1.15×Pk=1.05×1.4×1.15×202.0=341.5kN
选用：轨道联结DGL-11
341.5kN <510 kN 满足要求。
吊车梁上螺栓孔间距A=240mm，轨道面至梁顶面距离190mm
DGL-11
钢轨 0.387 kN/m
联结件 0.086 kN/m
弹性垫层 0.004 kN/m
混凝土找平层（0.82×10/1000+0.023×25）=0.583 kN/m
1.060 kN/m
2）. 车挡
大车速度 V=105.4 m/min 碰撞时大车速度V0=0.5V=0.88 m/sec
冲击体重量 G=G0+0.1Q=365+0.1×200=385 kN
有利因素 ξ=0.8
吊车荷载分项系数 γQ=1.4
缓冲器行程 S=0.14 m
作用于车档的吊车纵向水平撞击力：
选用：车挡CD-3
Fi=86.8kN <144.4 kN 满足要求。
6.基础梁{04G320}
墙厚度240mm，砖强度等级≥MU10，砂浆强度等级≥M5。
柱距为4.5m时窗宽2m，柱距为6m时窗宽3m。
安全等级为二级，重要性系数1.0。
1）.纵墙（柱距为6m）
ln=4850 mm lc=5450-300=5150 mm
根据以上资料选用：JL-3（有门、有窗）
2）.山墙
柱距为4.5m
ln=3450 mm lc=4450-500=3950 mm
根据以上资料选用：JL-24（有窗）
柱距为6m
ln=4950 mm lc=5950-500=5450 mm
根据以上资料选用：JL-3（有门）
7.过梁(GL）{G322-1} 圈梁（QL）、连系梁(LL)
4.5m柱距：窗户宽2400mm，选用GL-4240。
梁高180mm，混凝土C20，钢筋HRB235。
6m柱距：窗户宽4200mm，选用GL-4420。
梁高300mm，混凝土C20，钢筋HRB335。
墙体材料选用机制普通砖，墙厚240mm，门窗洞口宽4200mm，荷载等级为0。
由于考虑三梁合一统一取为GL-4420
8.门窗
4.5m柱距：窗户2400mm×4200mm、2400mm×4800mm。
6m柱距：窗户4200mm×4200mm、4200mm×4800mm。
门：3000mm×3600mm 选用：{03J611-4}SJM1-3036-Y
9.支撑{05G336}
柱间支撑：采用十字交叉型
计算数据 中间跨 边跨
分配到柱顶处上柱支撑水平荷载作用（标准值） W1=175.56 kN W1/2=87.78 kN W1=87.78 kN W1/2=43.89 kN
作用于每道上柱支撑上节点处的水平荷载作用设计值：
Vb1=1.4×W1/3 Vb1=1.4×175.56/3= kN Vb1=1.4×87.78/3=40.96 kN
吊车水平制动力（标准值）：
T=α（Q+g）/4 21.66 kN 21.66 kN
作用于下柱支撑上节点处的纵向水平作用组合设计值：
Vb2=1.4（W1+T） 276.11 kN 153.22 kN
选用支撑 上柱柱间支撑
ZCs—42—1a
下柱柱间支撑
ZCx8—81—32
10.排架柱的材料选用
C30混凝土，fc=14.3 N.mm2 ,ftk=2.01 N.mm2 ,ft=1.43 N.mm2
钢筋：受力筋为HRB400，fy=360 N.mm2 ,Es=2.0×105 N.mm2
箍筋为HRB235，fy=210 N.mm2
二、柱设计
1）.尺寸的确定
1．轨顶标志标高：8.4m
2.牛腿标高=8.4-1.2-0.19=7.01m（取为7200mm）
3.轨顶构造标高=7.2+1.2+0.19=8.59m
4.柱顶标高=8.59+2.14+0.22=10.95m（取为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.柱计算高度=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
验算：hu=400mm≤0.5×(24000-22500)-(260+80)=410mm
计算参数 截面尺寸/mm 面积mm2 惯性矩/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.柱的插入深度应满足：
柱纵筋的锚固长度。b，吊装时柱的稳定性，不大于吊装时柱长的1/20。
0.9h且≥800
取为：800mm。
2）.荷载计算
1.荷载位置
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为墙厚一半）
注：1）以上单位为m；2）hu为上柱截面高；
3）hl为下柱截面高.
2.屋盖荷载(永久荷载G，活荷载Q)
G1K=0.5×(跨度×柱距)×(屋面荷载+支撑荷载)+0.5×屋架重+柱距×(天沟自重+天沟构造层重)
=0.5×(24×6)×(2.25+0.05)+0.5×112.75+6×(2.02+1.829)=245.069 kN设计值G1= 1.2 G1K=1.2×245.069=294.083 kN
Q1K(挑牛腿边至轴线距为705mm，天沟边至牛腿端为20mm，故天沟外沿相互距离为24+2×0.725=25.45m)
Q1K=(跨度/2+天沟外边至轴线距离) ×活载×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.吊车梁等自重G4K(G4K包括：吊车梁重，轨道及联结重，吊车梁间灌缝，吊车梁与柱间灌缝。)
G4K=40.8+1.060×6+0.46+3.32=50.94 kN
6.吊车荷载标准值Dmax，Dmin，Tmax
吊车按两台考虑：S=B-K=5.5-4.4=1.1 m
两台吊车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.围护墙等永久荷载G5k(G5k包括JL，QL，墙体，门窗等重量)。
240厚墙（双面抹灰）自重 5.24 kN/m3
钢窗自重 0.45 kN/m2
C1钢窗自重 2.4×4.2×0.45=4.54 kN
C2钢窗自重 4.2×4.2×0.45=7.94 kN
C3钢窗自重 4.2×4.8×0.45=9.07 kN
墙自重 （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.风荷载
屋面坡度α=arctan(3100-1180)/12000]=9o ＜15º风载体型系数
μs查规范如下：
ωk=βz•μz•μs•ωo
基本风压ωo =0.55kN/m2
风振系数βz=1.0
风压高度变化系数按地面粗糙变化类别为B类，查规范如下：
离地面（或海面）高度 5m 10m 15m 20m
μz 1.00 1.00 1.14 1.25
中间按线性插入：
柱顶 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
排架迎风面和背风面的风荷载标准值分别为：
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
则作用于排架计算简图上的风荷载设计值为：
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.横向排架内力分析
控制截面为：Ⅰ-Ⅰ上柱底面；Ⅱ-Ⅱ下柱顶面（截面尺寸取牛腿下）；Ⅲ-Ⅲ基础顶面。
1．恒载作用下的内力计算
1） 在G1K作用下内力计算
由于结构对称，荷载对称，故结构可取半边计算，上端为不动铰支座。
求支反力R的系数C1、C2：
M1K作用时，
M2K作用时，
内力正向：以截面顺时针旋转为正。
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，求解静定结构的内力：
由图一∑M=0得：M=12.3V1k- M1K - M2K =12.3×7.03-12.25-49.01=25.21 kN.m
由图二∑M=0得：M=4.2V1k- M1K =4.2×7.03-12.25=17.28 kN.m
由图三∑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作用下的内力
在上述荷载作时柱底端固定上端自由的悬臂柱，属静定结构。
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.活载Q1K作用下的内力计算
Q1K内力图与G1K内力图成比例，比例系数k=Q1K/G1K=38.175/245.069=0.156
3.吊车荷载Dmax作用在A柱上，Dmin作用于B柱上时内力(当Dmin作用于A柱，Dmax作用于B柱上时内力，利用对称性即可求出内力)：
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柱弯矩：
由图一∑M=0得：M=MaK -12.3VAk =144.07-12.3×8.84=35.34 kN.m
由图二∑M=0得：M=-4.2VAk=-4.2×8.84=-37.13 kN.m
由图三∑M=0得：M= MaK -4.2VAk =144.07-4.2×8.84=106.94 kN.m
2）求B柱弯矩：
由图一∑M=0得：M=12.3Vbk- MbK =12.3×8.84-29.06=79.67 kN.m
由图二∑M=0得：M=4.2Vbk=4.2×8.84=37.13 kN.m
由图三∑M=0得：M=4.2VAk–MbK=4.2×8.84-29.06=8.07 kN.m
利用对称性当Dmin作用于A柱时内力图：
4.在吊车水平荷载Tmax作用下：
当不考虑厂房空间作用时，利用对称性可简化为静定的下端固定上端自由的二阶柱。
吊车梁顶：M=0
吊车梁底：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.在风荷载（Fwk，q1k，q2k）作用下，以左风→作用进行计算。（右风←作用时，利用对称性A，B两柱内力值对换，符号相反即可，不必另算。）
在风荷载作用下柱底端固定上端不动铰支座，超一次静定结构。
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(→)
求内力图如下：(当左风→作用时A柱的内力)
由上图∑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
内力图见下图：
用同样的方法可求出右风的内力图。
五.荷载组合及最不利内力组合
考虑的是以下四种的内力组合：
(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；
以上四种内力组合中的某一种就是我们要寻求的最不利内力（即在截面尺寸，材料强度相同条件下，使截面配筋量最大的内力）。
在寻求上述四种内力时，考虑这些荷载同时出现以及同时出现且达到最大值的可能性。为此，我们在寻求最不利内力组合时还要考虑荷载组合。按《荷载规范》中对于一般排架、框架结构由可变荷载效应控制的组合的表达式为：
S=γG•SGK +γQ1•SQ1K 及 S=γG•SGK+ 0.9∑γQi•SQiK
据此，对一般排架结构的荷载组合有下列两类：
(1) 永久荷载+ 一个可变荷载;
(2) 永久荷载+ 0.9(两个或两个以上可变荷载)。
内力组合下要点：
(1) 内力组合目标是寻找各控制截面的+Mmax，-Mmax，Nmax和Nmin四组内力，内力组合中要注意几种荷载同时出现的可能性以及荷载的折减；
(2) 组合原则：恒载恒在，有T必有D，有D可无T；
(3) 对Ⅲ-Ⅲ截面无D的荷载效应组合（通常为永久荷载+风荷载），往往起控制作用，因无D时柱计算长度Lo为1.5H2，有D时Lo为H1；
(4) 由于R.C受压构件在大偏心受压破坏时，当M接近时，随N↑而As↓。组合中应注意次要因素起控制的组合；
(5) 荷载效应的标准组合用于裂缝控制和地基的承载力验算。
A柱内力汇总表
下面根据内力汇总表进行A柱的内力最不利组合计算。计算以下三个截面：
Ⅰ——Ⅰ截面：上柱下端处；Ⅱ——Ⅱ截面：下柱上端处；Ⅲ——Ⅲ截面：下柱下端处。
（一）Ⅰ——Ⅰ截面：
1. +Mmax及相应的N，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
M= 17.28+0+37.72=55 kN.m
N=245.069+16.8+0=261.87 kN
2.-Mmax及相应的N，V组合
荷载组合项目：
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）
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的M，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×③
SN=1.2×(①+②)+1.4×③
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
M= 17.28+0+2.91=20.19 kN.m
N=245.069+16.8+38.175=300.04 kN
4. Nmin及相应的M，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
M= 17.28+37.72=55 kN.m
N=245.069+16.8=261.87 kN
（二）Ⅱ——Ⅱ截面：
1. +Mmax及相应的N，V组合
荷载组合项目：
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）
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的N，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑧
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑧
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
M= -31.73+14.47-45.62=-62.88 kN.m
N=245.069+50.94+0=296.0 kN
3. Nmax及相应的M，V组合
荷载组合项目：
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)
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的M，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的N，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SV=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的N，V组合
荷载组合项目：
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）
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的M，V组合
荷载组合项目：
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)
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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及相应的M，V组合
荷载组合项目：
SM=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SN=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
SV=1.2×(①+②)+ 1.4×⑦
荷载效应组合设计值：
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
荷载效应组合标准值：
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.柱配筋计算
1.柱按对称配筋单向偏心受压构件正截面强度计算。
计算公式：按《混凝土结构设计规范GB 50010-2002》规定的公式计算。
基本公式：
（7.3.4-1）
（7.3.4-2）
由于对称配筋，令 和 代入（7.3.4-1）得
，X要满足： （7.2.1-3）和 （7.2.1-4）当不满足此条件时，应满足下式；（由7.3.4的2知：将7.2.5公式中的M用 代替
（7.2.5）
由7.3.4条的1中的1）得：
时为大偏心， 时为小偏心。
（一）Ⅰ——Ⅰ 截面配筋：
1. Mmax组合(与Nmin组合相同)
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 大偏心受压
X= h0ξ=360×0.153=54.94mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm 2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合
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 大偏心受压
X= h0ξ=360×0.153=54.9 mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm 2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合
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 大偏心受压
X= h0ξ=360×0.179=64.3 mm
h0ξb=360×0.52=186.4 mm 2as=80 mm
X< h0ξb且X< 2as,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合
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 大偏心受压
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此时应按（7.3.4-2）计算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=160 mm2
2. -Mmax组合
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 大偏心受压
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,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合
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 大偏心受压
X= h0ξ=760×0.200=149 mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm 2as=80 mm hf=150mm
2as <X< hf <h0ξb此时应按（7.3.4-2）计算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=160 mm2
4. Nmin组合
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 大偏心受压
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,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合（+Mmax组合与Nmin组合相同）
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 大偏心受压
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,则说明受压筋不能达到屈服强度，此时应按7.2.5计算。
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组合
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 大偏心受压
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 此时应按（7.3.4-2）计算。
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=272 mm2
3. Nmax组合
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 大偏心受压
X= h0ξ=760×0.215=163.1mm
h0ξb=760×0.52=393.4 mm 2as=80mm hf=150mm
hf <X< h0ξb,
重新计算 x
Amin=0.2%×bh=0.2%×100×800=272mm2
比较以上计算结果，排架柱配筋为：（单侧）
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：柱在排架平面外承载力验算
取Ⅰ——Ⅰ、Ⅲ——Ⅲ截面中的Nmax进行验算
由表7.3.11-1（有柱间支撑，垂直房屋排架柱，有吊车房屋柱）得计算高度：
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 满足要求
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 满足要求。
八．斜截面抗剪和裂缝宽度验算
1.斜截面抗剪验算
按Nmin、Vmax组合计算
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
由于风荷载（均布荷载）在水平力中的比例为
37.72/（37.72+7.03+1.146）=82.2% 因此可以简化认为该柱承受均布荷载，则根据7.5.12-2取λ=1.5。
>V=57.41KN
满足要求.
可以按构造配箍筋φ8 @ 200。
2.裂缝宽度计算
按8.1.2注2；e0/h0≤0.55的偏心构件可不验算裂缝宽度，比较后，Ⅲ——Ⅲ 截面的-Mmax组合的e0/h0=1117.8/760=1.47 最大，故按此组合来验算。
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
满足要求。
九.牛腿设计
1.几何尺寸确定
2. 牛腿配筋计算
作用在牛腿上的荷载有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
竖向力作用点位于下柱截面以内（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%
选4 16 804mm2
3.牛腿局部抗压验算
设垫板的长和宽为400m×400m
压应力σk=Fvk/A=462570/160000=2.9 N/mm2
0.75fc=0.75×14.3=10.7 N/mm2
σk<0.75fc 满足要求。
十．柱的吊装验算
由二-1.9知：柱插入深度800mm，则柱的总长为4.2+8.1+0.8=13.1m
1.吊装方法：一点翻身吊起吊，吊点在牛腿下方。
2.荷载计算
L1=4200mm; L2=400mm; L3=8100+800-L2=8500mm;
由二-1.8知
上柱自重标准值：q1k=4 kN/m
下柱自重标准值：q3k=4.4 kN/m
牛腿自重标准值：
q2k=[0.4×（0.4×0.8+0.2×0.2+0.2×0.2/2）/0.4]×25=9.5 kN/m
自重设计值：q=γ0γGγDqk γ0=0.9 γG=1.2 γD=1.5
上柱自重设计值：q1=0.9×1.2×1.5×4=6.48 kN/m
下柱自重设计值：q3=0.9×1.2×1.5×4.4=7.13 kN/m
牛腿自重设计值：q2=0.9×1.2×1.5×9.5=15.39 kN/m
3.内力计算
弯矩标准值：
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
弯矩设计值:
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：关于X=0.5L3-MB/q3L3 、M3=0.5q3X2 的推导见指导书。
4.正截面验算
M1、M2所在截面：前配筋为 As=982 mm2
Mu=ASfy(h0-as)=982×360×(360-40)=113.13 kN.m> M1、M2
M3所在截面：前配筋为 As=2122 mm2
Mu=ASfy(h0-as)=2122×360×(760-40)=550.0 kN.m> M3
原配筋均已满足起吊所需要钢筋。
5.裂缝宽度计算
从弯矩设计值来看，M2最大，因此取该处计算
=1.1-0.65ftk/(ρteδsk)=1.1-0.65×2.01/(0.024965×30.48)
=-0.617<0取 =0.2
<0.3mm满足要求。
十一.基础设计
地基基础设计等级丙级,保护层厚40mm。
fak=200 kN/mm2
fa=fak+ηb•γ•(B-3)+ηd•γo•(D-0.5)
初定基础埋深D=0.4 +0.5+1.150=2.05 m ;
γ=18 kN/m3；γo=17 kN/m3；ηb=0.3；ηd=1.6;
基础采用：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. 基础尺寸确定:
1).底面尺寸a，b（A=a•b）
Ⅲ--Ⅲ截面的基础底面积
Mmax(Nmin) (-)Mmax Nmax 采用(Nmax确定的尺寸验算-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 满足 不满足 满足 满足
Pkmax<1.2fa 满足 不满足 满足 满足
fa>P 满足 满足 满足 满足
取：b=2.5m;a=3.9m。
（AK=Nkmax+G5k/(f-γG•D)（按轴心受压初步计算），A=1.4AK（考虑偏心受压增大40%）），以上单位M/(kN.m)、力/(kN)、长度/（m）。
2）. 抗冲切验算
抗冲切验算
类别 第一组 第二组 第三组
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
对于第二组Pmin<0则重新计算：
第二组
e=Mb/Nb 0.990
a1=a/2-e 0.960
Pjmax=2Nb/3a1a 225.3
AL/mm2 1175000
FL=PjmaxAL/kN 264.7
变阶处h0=0.7m; bt=1.15m; (bt+2h0)=2.55>2.5,取 bb=2.5m, AL采用cad做图测量的。
bm=( bt + bb)/2=1.825m.
杯底至基础底的距离为750mm ，则βhp=1.0
0.7βhpftbmh0=0.7×1.0×1.27×1.825×700
=1135697.5=1135.70kN
大于FL满足要求。
3）.基础底板配筋计算：
a. 柱边及变阶处基底反力计算:
三组不利内力设计值：
柱边及变阶处基底反力计算:
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
取以上各组的最大值计算弯矩:
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等比例做图测量得。)
b. 配筋计算:
基础底面受力钢筋采用HRB235（fy=210 N/mm2）
配筋计算
方向 截面 h0/mm As/mm2 选筋
长边方向 Ⅰ 1100 431.819 φ10 @ 125 = 628mm2
Ⅲ 700 592.674
短边方向 Ⅱ 1100 457.23 φ10 @ 150 = 524mm2
Ⅳ 700 502.177
t/h2=300/400=0.75 杯壁可不配筋. 计算公式：As=M/0.9h0fy
垫层的厚度100mm；垫层混凝土强度等级为C10.