大工_14春《鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)》_離線答案_某廠房單向板設(shè)計(1)

1、網(wǎng)絡(luò)教育學(xué)院鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)課程設(shè)計題目：某廠房單向板設(shè)計學(xué)習(xí)中心：學(xué)習(xí)中心專 業(yè)：土木工程年 級： 2011 年春季學(xué) 號：學(xué) 生：指導(dǎo)教師：1 基本情況某多層廠房，采用框架結(jié)構(gòu)，邊柱為磚柱，樓蓋采用鋼筋混凝土現(xiàn)澆單向板 肋梁樓蓋，其標(biāo)準(zhǔn)層結(jié)構(gòu)布置圖1.1所示。nr丁.切 f-lllil4r-.-.LJ圖1.1樓面梁格布置圖樓面活荷載標(biāo)準(zhǔn)值為5.0 KN /卅，自重0.6 KN /卅，板底及梁側(cè)采用15 mm 厚混合砂漿粉底，采用C25混凝土；主梁和次梁采用HRB335級鋼筋，其余均采用 HPB235級鋼筋；板伸入墻120mm次梁伸入墻240mm主梁伸入墻370mm柱的截 面尺寸為400mrK

2、 400mm2單向板結(jié)構(gòu)設(shè)計2.1 板的設(shè)計I 2100板按塑性力重分布方法設(shè)計，按剛度條件板厚為-2100二52.5mm按構(gòu)造4040要求，工業(yè)房屋樓面的最小厚度為 80mm故取板厚h= 80mm取次梁截面高度h =450mm截面寬度b=200mm板的幾何尺寸和計算簡圖見圖2.1。12030188021001900210021002001900圖2.1板的幾何尺寸衛(wèi)J I腫I I ”1 I口曲口丄I 1. 92jil I 1.90m i 1.90m I 1.90ni I 1-92jil iJ 二 J J T 匸 . 才圖2.2板的計算簡圖1.荷載恒荷載板自重樓面面層天棚抹灰0.08X 25=

3、 2.0 KN /卅0.6 KN/tf=2.86 KN /tf=5.0 KN /tf0.015X 17= 0.26 KN / 卅gk使用活荷載qk荷載組合設(shè)計值根據(jù)建筑結(jié)構(gòu)荷載規(guī)(GB500 2001)的規(guī)定，對于標(biāo)準(zhǔn)值大于4KN/tf的工 業(yè)房屋樓面結(jié)構(gòu)的活荷載應(yīng)取丫 C= 1.3，所以有：g+ q= 1.2gk + 1.3qk = 1.2 X 2.86 + 1.3 X 5.0 = 9.93 KN /tfg+ q= 1.35gk + 1.3 X 0.7 X qk = 1.35 X 2.86 + 1.3 X 0.7 X 5.0 = 8.41 KN /tf 取 g + q = 9.93 KN /

4、tf2.力計算取1m寬板帶作為計算單元，各跨的計算跨度為:中間跨：l 0= ln = 2.1 0.2 = 1.90m邊跨：10 = in + = 2.1 - 0.12 - .20 +.8 = 1.92m2 21.901.90190=0.011 V 10%邊跨與中間跨的計算跨度相差:故可按等跨連續(xù)板計算力2.2次梁的設(shè)計取主梁的梁高h(yuǎn)= 650伽，梁寬b= 250伽。 次梁的截面幾何尺寸與支承情況見圖 2.3 。各截面的彎矩計算見表2.1表2.1板的彎矩計算截面邊跨中第一支座中間跨中中間支座1111彎矩系數(shù)+ _+ 一1111161421111M=a( g + q) l+ X 9.93 XX 9

5、.93 X+ X 9.93 XX 9.93 X(KN- m)111116141.92 2=3.331.92 2=-3.331.92 2=2.241.92 2=-2.56圖2.3次梁幾何結(jié)構(gòu)和支撐情況1.荷載恒荷載由板傳來2.76X 2 = 5.52 KN / m次梁自重25X 0.2 X( 0.45 -0.08 ) = 1.85 KN/ m梁側(cè)抹灰17X( 0.45 0.08 ) X 2X 0.015 = 0.19 KN /mgk= 7.56 KN / m樓面使用活荷載qk= 5.0 X2= 10.0 KN/m荷載組合設(shè)計值g + q= 1.2gk + 1.3qk = 1.2 X 7.56 +

6、 1.3 X 10= 22.072 KN/mg + q= 1.35gk + 1.3 X 0.7 X qk= 1.35 X 7.56 + 1.3 X 0.7 X 10= 19.306 KN/m取 g + q = 22.072 KN /m2.力計算按塑性力重分布方法計算次梁力計算跨度:中間跨：1。= In = 6.9 0.25 = 6.65ma0 250 24邊跨：1。= In + = 6.9 0.12 += 6.775 V 1.025 In = 1.025 X2 2 26.655 = 6.821m邊跨與中間跨的計算跨度相差:6.7756.656.65=0.019 V 10%| 250故可按等跨連

7、續(xù)梁計算力剪力計算時跨度取凈跨。計算簡圖如圖2.4所示。丄11丨蟲 M屮I 口丄口 I屮11 qJ G 775ni 6j, E, 65jil *775m 圖2.4 次梁計算簡圖次梁力計算見表2.2、2.3 。表2.2次梁彎矩計算截面邊跨中第支座中間跨中中間支座1111彎矩系數(shù)a+ 一+ _111116142M=a( g+q) I1+ X 22.072 X-92.11+ X 22.072 X-69.721116(KN- m)226.775 =92.16.65 =61表2.3次梁剪力計算截面邊支座第一支座（左）第支座（右）中間支座剪力系數(shù)B0.450.60.550.55V=3( g+q) l n0

8、.45 X 22.072 X0.6 X 22.072 X0.55 X 22.072 X80.73(KN6.655=66.106.655=88.136.65=80.732.3 主梁的設(shè)計按彈性理論計算主梁力，不考慮塑性力重分布。取柱截面尺寸為400 mnX 400mm。主梁的截面尺寸與支承情況如圖2.5 。J一 4 _4 uuh會 1U上T_6300630080. C50圖2.5主梁幾何尺寸及支撐情況1.荷載恒荷載由次梁傳來7.56X 6.9 = 52.164 KN主梁自重（折算為集中荷載）0.25 X(0.65 0.08 ) X 2.1 X 25= 7.48 KN梁側(cè)抹灰（折算為集中何載）2X

9、( 0.650.08)X 2X 0.015 X 17= 0.58 KN使用活荷載Gk=60.224 KNQk=5X 2X 6.9 = 69 KN荷載組合設(shè)計值G+ Q= 1.2Gk+ 1.3Qk= 1.2 X 60.224 + 1.3 X 69= 162 KNG+ Q= 1.35Gk+ 1.3 X 0.7 X Qk= 1.35 X 60.224 + 1.3 X 0.7 X 69= 144.1 KN 取 G = 1.2 X 60.224 = 72.3 KNQ= 1.3 X 69= 89.7 KN2.力計算計算跨度如下：中間跨 I o= lc = 6.3m邊跨 I 0= In + b + a =

10、6.3 0.12 04 + 04 + 037 = 6.365m2 2 2 2 2b0 40 4I0= 1.025In += 1.025 X( 6.3 0.12 ) += 6.33m2 2 2取 I 0= 6.33m計算簡圖見圖2.51QIgb Ewb-J12. 憶 WlZ 10J2, lCl2. Ul2. 10LX2. 1012, 10l2. 13Lr廠f.6.3： 7T16. 3(1 TT16.30圖2.6主梁的計算簡圖各種荷載工況下的主梁力計算見表2.4 。表2.4各種荷載工況下的主梁力計算荷載工況計算簡圖力圖72.3153-19.3-12.02續(xù)表7力計算過程見表2.5表2.5 力計算何

11、載工況彎矩剪力M=KGI=0.244 X 72.3 X 6.33=111.67 KNmVa=K1G=0.733 X 72.3=53 KNMB=KGI=-0.267 X 72.3 X 6.33=-122.19KN- mV1 右=VA-G=53-72.3=-19.3 KNM=KGI=0.067 X 72.3 X 6.3=30.52 KN mVb左=K1G=-1.267 X 72.3=-91.6 KN*2Ml 72.3 X 2.1- - X 122.19=70.37 KNa3mVb右=K1G=1.0 X 72.3=72.3 KNV2 左=0M=0.289 X 89.7 X 6.33=164.09 K

12、N mVa=0.866 X 89.7=77.68 KNMB =-0.133 X 89.7 X 6.33=-75.52 KN mV1 右=77.68-89.7=-12.02 KNM=-75.52 KN mVb左=-1.134 X 89.7=-101.72 KN*2Ml 89.7 X 2.1X 75.52=138.02 KNa3mVb 右=0M=-0.044 X 89.7 X 6.33=-24.98 KN mVa=-0.133 X 89.7=-11.93 KNMB =-0.133 X 89.7 X 6.33=-75.52 KN mV1 右=Vb 左=-11.93 KNM=0.200 X 89.7

13、X 6.3=113.02 KN mVb右=1.0 X 89.7=89.7 KN* 2M - X( -75.52 ) =-50.35 KN m 3MB =-0.311 X 89.7 X 6.33=-176.59 KN-mVa=0.689 X 89.7=61.80 KNMc=-0.089 X 89.7 X 6.33=-50.53 KN 1M 89.7 X 2.1- X 176.59=129.51 KN3*2Ml 89.7 X 2.1X 176.59=70.64 KNa3mmV1 右=-89.7 + 61.80=-27.9 KNVb左=-1.311 X 89.7=-117.6 KNVb右=1.222

14、 X 89.7=109.61 KNV2 右=109.61 89.7=19.91 KNmM=0.170 X 89.7 X 6.3=96.07 KN m* 2M =89.7 X 2.1- X 176.59313X50.53=53.8 KN m最不利力組合見圖VI所示主梁的彎矩包絡(luò)圖與剪力包絡(luò)圖見圖2.7，圖2.8-L9T.T1圖2.7主梁最不利力組合圖2.8主梁的彎距及剪力包絡(luò)圖3配筋圖3.1 板的配筋圖取板的截面有效高度h = 65伽，各截面的配筋計算見表3.1表3.1板的正截面承載力計算截面邊跨中第一支座中間跨中中間支座在平面圖中的位置 軸間 軸間 軸間 軸間 軸間 軸間M (KN- m)3.

15、33-3.33:2.241.79-2.56-1.79:Ma 0=2bhfc0.0660.0660.0450.0360.0510.036Y 0.5(1 J1 2%)0.9660.9660.9770.9820.9740.982MAs=Yh0fy249.5249.5165.7132190132選配鋼筋0 8 1200 8 1600 81900 8 2000 8 1900 8 200實配鋼筋面積（mrn）4193142652512652513.2 次梁的配筋圖次梁跨中截面按T形截面進行計算，其翼緣寬度取二者中的較小者：l 6.65 c bf = = 2.217m3 3bf = b+ sn= 0.2 +

16、 1.90 = 2.1m 故取 bf = 2.1m。判別各跨中截面屬于哪一類 T形截面，取h0= 450-35 = 415mm則：hf80bfhffc（h。-）=2100X 80 X 11.9 x（ 415-） =749.7KN? m 92.1 KN? m22故屬于第一類T形截面。支座截面按矩形截面計算，第一支座截面按兩排筋考慮，取h= 450- 60=390mm中間支座按一排筋考慮，取 h=450- 35=415mm次梁正截面承載力計算見表3.2。表3.2次梁正截面承載力計算邊跨中第支座中間跨中中間支座M (KN- m)92.1-92.161-69.72M921000009210000061

17、000000697200002100415211.9=0.022100415211.9=0.014210415211.9=0.17bh：fc200390211.9=0.254E J1 2 a00.02 V 靳=0.550.299 V 0.350.014 V 帛=0.550.188 V 0.35y=(1+J 2a)0.990.850.9930.906AM/9As=(mm921000009210000061000000697200000.99415 3000.853903000.9934153000.906415 300Y h0fy=747.2=926.1=493.4=618.1選配鋼筋3 184

18、 181 18+2 142 14+2 18實配鋼筋面積（mm7631017563817次梁斜截面承載力計算見表3.3表3.3次梁斜截面承載力計算截面邊支座第支座（左）第支座（右）中間支座V ( KIN66.1088.1380.7380.730.25 3 cbh0f c(N)0.25 X 1.0 X 200X 415 X11.9=246925 V0.25 X 1.0 X 200X 390 X 11.9=232050 V232050 V246925V0.7f tbh00.7 X 1.27 X 200X 415=73787V0.7 X 1.27 X 200X 390=69342V V69342V V

19、73787V V箍筋肢數(shù)、直徑:2 82 82 82 8Asv=n Asv1 (mrri)2X 50.3=100.6100.6100.6100.6S 1.25fyvAsvhV 0.7ftbh0按構(gòu)造配筋548.2904.4200實配箍筋間距S（mm1301302002003.3 主梁的配筋圖主梁跨中截面按T形截面計算，其翼緣寬度取二者中的較小者:l 6.3 c , bf = 2.1mf 33Ibf = b+ sn= 6.9m取 bf = 2100mm 取 ho = 650 35=615mm判別T形截面類別：hf80bfhffc(h0 )=2100X 80 X 11.9 X( 61522=114

20、9540000 KN? nt M仁275.76 KN? m故屬于第一類T形截面。主梁支座截面按矩形截面計算，取 h=650 - 70= 580mm主梁的截面承載力見表3.4。表3.4主梁正截面承載力計算截面邊跨中中間支座中間跨中M (KN- m)275.76298.78143.54bQ)_ (KN-m)2一32.4一M-qEE2 2 (KN- m)一266.38一a 0= Mbh：fc2757600002=0.029210061511.92663800002 =0.26625058011.91435400002=0.015210061511.9E0.03 v Eb =0.550.32 v E=