大工15春《钢筋混凝土结构课程设计》

1、大会以学网络教育学院钢筋混凝土结构课程设计题 目：览厂房单向板设计学习中心：专 业：土木工程年 级： 2011 年春季学 号：学 生：指导教师：1 基本情况某多层厂房，采用内框架结构，边柱为砖柱，楼盖采用钢筋混凝土现浇单向 板肋梁楼盖，其标准层结构布置图1.1所示。l)n Q rrr *,L _-=-S-：=a,IIJL ir gi 41 .'L-SS-E-：-i：-1：:I-Ts-s-7- 1£-s7=1-：1' 十1- II 十 ii 1!JL-¥-：T=工+J 1.1&§XJ了a2S£ESi叫 iiJL ir!lII4III

2、I '1,221.3SS.艮=i1=£3E1=:S2 * =t量=ts=£2E£1S£S.量tS:1 re=s2StS,i JL IFI" 1II1- -ILs=:S里3=:t=tJ 1J rjgL一 M 一«l一Fr!II* II II I-：r11FE1EX11!1 i11 M1Jr!11IHIEij口台 属一_ g图1.1楼面梁格布置图楼面活荷载标准值为5.0 KN/nf,自重0.6 KN/nf,板底及梁侧采用15 mm 厚混合砂浆粉底，采用C25混凝土；主梁和次梁采用HRB33瞰钢筋，其余均采用 HPB235g钢筋；板

3、伸入墙内120mm次梁伸入墙内240mm主梁伸入墙内370mm 柱的截面尺寸为400mrK 400mm2单向板结构设计2.1 板的设计l 2100、一板按塑性内力重分布方法设计，按刚度条件板厚为 把 =52.5mm.按构4040造要求，工业房屋楼面的最小厚度为 80mm故取板厚h = 80mm取次梁截面高度h =450mm 截面宽度 b= 200mm板的几何尺寸和计算简图见图2.1。图2.1板的几何尺寸51.92jhL日2取 1,9。喳4 1,9。4 .lrgQ.以图2.2板的计算简图1.荷载恒荷载板自重0.08X 25= 2.0 KN/m2楼面面层0.6 KN/ m2大棚抹灰。015X17=

4、 0.26 KN/itfgk=2.86 KN/m2使用活荷载qk=5.0 KN/m2荷载组合设计值根据建筑结构荷载规范(GB5009-2001)的规定，对于标准值大于4KN/nf的 工业房屋楼面结构的活荷载应取T 0= 1.3,所以有：g+ q= 1.2gk + 1.3qk = 1.2 X 2.86 + 1.3 X 5.0 = 9.93 KN / m2g+q= 1.35gk+ 1.3 X0.7 Xqk=1.35 X 2.86 + 1.3 X0.7 X 5.0 =8.41 KN/m2取 g + q = 9.93 KN/m22.内力计算取1m宽板带作为计算单元，各跨的计算跨度为：中间跨：l 0=l

5、n =2.1 0.2 =1.90m0.08=1.92m20.20边跨：l0 = ln+ =2.10.12 十2边跨与中间跨的计算跨度相差：= 0.011 <10%1.901.90190故可按等跨连续板计算内力。111201|L4.ilr -125；50-200图2.3次梁几何结构和支撑情况表2.1板的弯矩计算各截面的弯矩计算见表2.1。截回边跨中A内支座中间跨中中间支座弯矩系数1+ 一111111+ 一16114.、, 2M=a (g+q) l(kn m)1+ x 9.93 x1.92 2=3.331一x 9.93 x111.92 2=-3.331+ X 9.93 X1.92 2=2.2

6、41一 X 9.93 X 141.92 2=-2.562.2 次梁的设计取主梁的梁高h=650nim,梁宽b=250nim次梁的截面几何尺寸与支承情况见图2.3，1.荷载恒荷载由板传来2.76X2 = 5.52 KN/m次梁自重25X0.2 X (0.45-0.08) = 1.85 KN/m梁侧抹灰17X (0.45 0.08) X 2X0.015 =0.19 KN/mgk= 7.56 KN/m楼面使用活荷载qk= 5.0 X2=10.0 KN/m荷载组合设计值g +q=1.2gk + 1.3qk = 1.2 X 7.56 + 1.3 X 10=22.072 KN/mg +q=1.35gk +

7、 1.3 X0.7 X qk= 1.35 X 7.56 + 1.3 X 0.7 X10= 19.306 KN/m取 g + q = 22.072 KN/m2.内力计算按塑性内力重分布方法计算次梁内力。计算跨度：中间跨：l o=ln =6.9 0.25 = 6.65m边跨：lo=ln + a =6.90.12 025+ 024= 6.775 <1.025 In =1.025 X 2226.655 = 6.821m边跨与中间跨的计算跨度相差:6.7756.65665=0.019<10%14故可按等跨连续梁计算内力剪力计算时跨度取净跨。计算简图如图2.4所示1111J G 77加165即

8、 2 6, 65jt J 6,15m 1 6, 775m 1图2.4 次梁计算简图次梁内力计算见表2.2、2.3。表2.2次梁弯矩计算截回边跨中A内支座中间跨中中间支座弯矩系数a1 + 111111 + 161142M=a ( g+q) l k knj- m)1+ X 22.072 X6.775 2=92.1-92.11+ X 22.072 X6.65 2=61-69.72表2.3次梁剪力计算截回边支座第内支座（左）A内支座（右）中间支座剪力系数30.450.60.550.55V=3 ( g+q) l n (KN0.45 X 22.072 X6.655=66.100.6 X 22.072 X6

9、.655=88.130.55 X 22.072 X6.65=80.7380.732.3 主梁的设计按弹性理论计算主梁内力，不考虑塑性内力重分布。取柱截面尺寸为400 mmX400 mm 。主梁的截面尺寸与支承情况如图2.5图2.5主梁几何尺寸及支撑情况恒荷载由次梁传来7.56X6.9= 52.164 KN主梁自重(折算为集中荷载)0.25X (0.65 0.08) X 2.1X25= 7.48 KN梁侧抹灰(折算为集中荷载)2X (0.650.08) X2X0.015X 17=0.58 KN使用活荷载Gk = 60.224 KNQk = 5X2X6.9=69 KN荷载组合设计值G+Q=1.2G

10、k+ 1.3Qk= 1.2X60.224+ 1.3X69= 162 KNG+ Q= 1.35Gk+ 1.3X 0.7X Qk= 1.35X 60.224+ 1.3X 0.7X 69= 144.1 KN取 G = 1.2 X 60.224= 72.3 KNQ=1.3X69= 89.7 KN2.内力计算计算跨度如下：中间跨l0=lc=6.3m边跨1。= ln + + = 6.3- 0.12-+ "37 = 6.365m22222l0=1.025ln+2 = 1.025X (6.3- 0.12- 04) + 04 = 6.33m222取 l0=6.33m计算简图见图2.5各种荷载工况下的主

11、梁内力计算见表2.4表2.4各种荷载工况下的主梁内力计算WW工况计算简图内力图-19.353I®-12.Q2内力计算过程见表2.5。2.7,图 2.8主梁的弯矩包络图与剪力包络图见图2.7主梁最不利内力组合图2.8主梁的弯距及剪力包络图表2.5内力计算荷载工况弯矩剪力M=KGl=0.244 X 72.3 X 6.33=111.67 KN mMB=KGl=-0.267 X 72.3 X 6.33=-122.19 KN- mM=KGl=0.067 X 72.3 X 6.3=30.52 KN - mM*= 72.3 X 2.1- 2 X 122.19=70.37 KN m3Va=K1G=0

12、.733 X 72.3=53 KNV1 *VA-G=53-72.3=-19.3 KNVb左=K1G=-1.267 X 72.3=-91.6 KNVb右=6=1.0* 72.3=72.3 KNV2 左=0M=0.289 X 89.7 X 6.33=164.09 KN - mMB =-0.133 X89.7 X 6.33=-75.52 KN mM2=-75.52 KN - mMa 89.7 X 2.1- 2 X 75.52=138.02 KN - mVa=0.866 X 89.7=77.68 KNV 右=77.68-89.7=-12.02 KNVb左=-1.134 X 89.7=-101.72 K

13、NVb 右=0M=-0.044 X 89.7 X 6.33=-24.98 KN - mMB =-0.133 X89.7 X 6.33=-75.52 KN mM=0.200 X 89.7 X 6.3=113.02 KN - m :2 M = x ( -75.52 ) =-50.35 KN - mVa=-0.133 X 89.7=-11.93 KNV1 右=丫8 左=-11.93 KNVb右=1.0 X 89.7=89.7 KNMB =-0.311 X 89.7 X 6.33=-176.59 KN - mMc=-0.089 X 89.7 X 6.33=-50.53 KN mM = 89.7 X 2

14、.1- 1 X 176.59=129.51 KN - m 3MJ 89.7 X 2.1- 2 X 176.59=70.64 KN - m 3M=0.170 X 89.7 X 6.3=96.07 KN mM2 =89.7 X 2.1-2 X 176.59- - X3350.53=53.8 KN mVa=0.689 X 89.7=61.80 KNV1 右=-89.7 + 61.80=-27.9 KNVb 左=-1.311 X89.7=-117.6 KNVb右=1.222 X 89.7=109.61 KNV2 右=109.61 -89.7=19.91 KN最不利内力组合见图VI所示3配筋图3.1 板

15、的配筋图取板的截面有效高度ho = 65mm,各截面的配筋计算见表3.1表3.1 板的正截面承载力计算截回边跨中第一 T 座中间跨中中间支座在平囿图中的位置 轴间 轴间 轴间 轴间 轴间 轴间M （KN- m）3.33-3.332.241.79-2.56-1.79M（X 0=2bh0fc0.0660.0660.0450.0360.0510.036% 0.5（1 J1 2须）0.9660.9660.9770.9820.9740.982M As=2h0fy249.5249.5165.7132190132选配钢筋4 81204 8160（）8190（）8200（）81904 8200实配钢筋面积(m

16、rm)4193142652512652513.2 次梁的配筋图次梁跨中截面按T形截面进行计算，其翼缘宽度取二者中的较小者：,'l 6.65bf = - = 2.217mf 33''bf =b+sn = 0.2 + 1.90 = 2.1m 故取 bf = 2.1m。判别各跨中截面属于哪一类 T形截面，取h0= 450 35 = 415mm则：hf80、bfhffc(h0 ")=2100X 80X 11.9 X (415- =749.7KN?m>92.1 KN?m 22故属于第一类T形截面。支座截面按矩形截面计算，第一内支座截面按两排筋考虑，取h°

17、= 450 60=390mm中间支座按一排筋考虑，取 h°=45035=415mm次梁正截面承载力计算见表3.2 。表3.2次梁正截面承载力计算截回边跨中A内支座中间跨中中间支座M(KN- m92.1-92.161-69.72M 50=2- bhofc9210000092100000200 3902 11.9=0.25461000000697200002100 4152 11.9=0.022100 4152 11.9=0.014210 4152 11.9 =0.17旨111 2“o0.02 V /=0.550.299 V 0.350.014 V 钎0.550.188 <0.35

18、%=(1+才 2 %)0.990.850.9930.906As=-M (mrm用hfy921000009210000061000000697200000.99 415 300=747.20.85 390 300=926.10.993415 300=493.40.906 415 300=618.1选配钢筋3（f）184（f）18P 1()18+2(f)1412（f）14+2（f）181实配钢筋面积（mml7631017563817次梁斜截面承载力计算见表3.3表3.3次梁斜截面承载力计算截回边支座A内支座（左）第内支座（右）中间支座V ( KN)66.1088.1380.7380.730.25

19、3cbh°fc(N)0.25 X 1.0 X 200X415X11.9=246925 >V0.25 X 1.0 X 200 X390X 11.9=232050 > V232050 >V246925>V0.7f tbh00.7 X 1.27 X 200X 415=73787 >V0.7 X 1.27 X 200X 390=69342 <V69342 <V73787V V箍筋肢数、直径:2()82（）82（）82()8Asv=nAsv1 (mrm)2X 50.3=100.6100.6100.6100.6S 1.25fyvAsvh0V 0.7ftb

20、hb按构造配筋548.2904.4200实配箍筋间距S（mrm1301302002003.3 主梁的配筋图主梁跨中截面按T形截面计算，其翼缘宽度取二者中的较小者: ,'l 6.3bf = - = 2.1m33bf =b+sn= 6.9m 取 bf= 2100mm,取 h0=65035= 615mm。判别T形截面类别：， hf80、bfhffc（h0,）=2100X 80X11.9X （615- ） 22=1149540000 KN?m> M1=275.76 KN ?m故属于第一类T形截面。主梁支座截面按矩形截面计算，取 h0 = 650 70= 580mm。主梁的截面承载力见表3.4。表3.4主梁正截面承载力计算截回边跨中中间支座中间跨中M (KN- m)275.76298.78143.54bQ)_ (KN m)2一32.4一b bM-Q-2 2(kn- m)一266.38一M a 0=bh：fc275760000 2=0.029 210061511.9266380000 2=0.266 25058011.9143540000 2 =0.015 210061511.9E0.03 V a =0.550.32 V & =0.550.02