大工14春《钢筋混凝土结构》离线答案某厂房单向板设计

1、网络教育学院钢筋混凝土结构课程设计题目：某厂房单向板设计学习中心：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。- ® ©a«=图1.1楼面梁格布置图楼面活荷载标准值为5.0 KN /卅，自重0.6 KN /卅，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HRB335级钢筋，其余均采用HPB235级钢筋；板伸入墙内120mm次梁伸入墙内240mm主梁伸入墙内370mm 柱的截面尺寸为4

2、00mrK 400mm2单向板结构设计2.1 板的设计I 2100板按塑性内力重分布方法设计，按刚度条件板厚为-2100二52.5mm.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。12030幫188CI200190020019002100 2100 2100tog图2.1板的几何尺寸孤1.90m1-90jr1. 90m图2.2 板的计算简图1.荷载恒荷载板自重0.08X 25= 2.0 KN /卅楼面面层0.6 KN/卅天棚抹灰0.015X 17= 0.26 KN /

3、卅gk= 2.86 KN /tf使用活荷载qk=5.0 KN /tf荷载组合设计值根据建筑结构荷载规范(GB5002001)的规定，对于标准值大于4KN/tf的 工业房屋楼面结构的活荷载应取 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 /tf2.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=

4、 ln = 2.1 0.2 = 1.90m边跨：10 = in + = 2.1 0.12 °.20 +°.°8 = 1.92m2 21.90 一 1.90190_=0.011 V 10%边跨与中间跨的计算跨度相差:故可按等跨连续板计算内力各截面的弯矩计算见表2.1表2.1板的弯矩计算截面边跨中第-内支座中间跨中中间支座1111弯矩系数+ 一_+ 一_1111161421111M=a (g + q) l+ X 9.93 X_ X 9.93 X+ X 9.93 XX 9.93 X(KN- m)111116141.922=3.331.922=-3.331.922=2.2

5、41.922=-2.562.2 次梁的设计取主梁的梁高h= 650伽，梁宽b= 250伽。次梁的截面几何尺寸与支承情况见图 2.3 。'UOj IZH的tn丄 剪皿 ©图2.3tp斗 Ft* ±45。-200次梁几何结构和支撑情况1.荷载恒荷载由板传来2.76X 2 = 5.52 KN / m次梁自重25X 0.2 X( 0.45 0.08 ) = 1.85 KN/ m梁侧抹灰17X( 0.45 0.08 )X 2X 0.015 = 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.

6、2gk + 1.3qk = 1.2 X 7.56 + 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.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：1。= In = 6.9 0.25 = 6.65ma0 250 24边跨：1。= In + = 6.9 0.12 += 6.775 V 1.025 In = 1.025 X2 2 26.655 = 6.821m边跨与中间跨的计算跨度相差:6.775

7、 一 6.656.65=0.019 V 10%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jLLL4LLL4LLLL|_LLLL|lLLL|W*6. 775ni L 6> 65m6.65jt6.65m L 6>775m图2.4次梁计算简图次梁内力计算见表2.2、2.3。表2.2次梁弯矩计算截面边跨中第一内支座中间跨中中间支座1111弯矩系数a+ _+ _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次梁剪力计算截面边

8、支座1第内支座（左）第一内支座（右）中间支座剪力系数30.450.60.550.55V=3 (g+q) 1 n0.45 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 mmX 400 mm。主梁的截面尺寸与支承情况如图 2.5。IJ-上屮山十 u _80. 650250l 120X-63002DCI柑凹T 6300图2.5主梁几何尺寸及支撑情况1.荷载恒荷载由次梁传来7.56X 6.9= 52.164

9、 KN主梁自重(折算为集中荷载)0.25X( 0.65-0.08)X 2.1X 25= 7.48 KN梁侧抹灰(折算为集中荷载)2X( 0.65 0.08)X 2X 0.015X 17= 0.58 KN使用活荷载Gk = 60.224 KNQk = 5X 2X 6.9= 69 KN荷载组合设计值G+ Q= 1.2Gk+ 1.3Qk= 1.2X 60.224+ 1.3X 69= 162 KNG+ Q= 1.35Gk+ 1.3X 0.7X Qk = 1.35X 60.224+ 1.3X 0.7X 69= 144.1 KN取 G= 1.2X 60.224= 72.3 KNQ= 1.3X 69= 89

10、.7 KN2.内力计算计算跨度如下：中间跨10= lc = 6.3m边跨10= In + - + a = 6.3 0.12 04 + 竺 + 037 = 6.365m2 2 2 2 2b0 40 4l0= 1.025In+ = 1.025X( 6.3 0.12) += 6.33m2 2 2取 l0= 6.33m计算简图见图2.51Qb ；G1Q iQ|g IgL2, 13L2. 10L2* 10L2. icL2. irt-1012. 10L2. 10fc. 13* < 1 .6.321A&3F"r6. 30-11-图2.6主梁的计算简图各种荷载工况下的主梁内力计算见表2

11、.4。表2.4各种荷载工况下的主梁内力计算荷载工况计算简图内力图A. £53-19.377.6S_J|®-12i'02_-101.72续表7BQ1 1Q=E97K< cDJLiJtwiA 1Br0=89.7KF CJ盘ArrXrrJLj-176. 59117. C内力计算过程见表2.5。表2.5内力计算何载工况弯矩剪力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.

12、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* 2Vb右=K1G=1.0 X 72.3=72.3 KNM 72.3 X 2.1- X 122.19=70.37 KN3mV2 左=0M=0.289 X 89.7 X 6.33=164.09 KN 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* 2V

13、b 右=0M 89.7 X 2.1- X 75.52=138.02 KNmM=-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 X 6.3=113.02 KN mVb右=1.0 X 89.7=89.7 KN* 2Ma- X( -75.52 ) =-50.35 KN m3MB =-0.311 X 89.7 X 6.33=-176.59 KN-mVa=0.689 X 89.7=61.80 KNM

14、c=-0.089 X 89.7 X 6.33=-50.53 KN mV1 右=-89.7 + 61.80=-27.9 KN1Vb左=-1.311 X 89.7=-117.6 KNM 89.7 X 2.1- - X 176.59=129.51 KN3* 2M 89.7 X 2.1- X 176.59=70.64 KN3mVb右=1.222 X 89.7=109.61 KNV2 右=109.61 89.7=19.91 KNmIM=0.170 X 89.7 X 6.3=96.07 KN m* 21M =89.7 X 2.1- X 176.59-X3350.53=53.8 KN m最不利内力组合见图V

15、I所示主梁的弯矩包络图与剪力包络图见图2.7,图 2.8 " 1tT5 76f Tr11M 91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3配筋图3.1板的配筋图取板的截面有效高度h° = 65伽，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面边跨中第一内支 座中间跨中中间支座在平面图中的位置 轴间 轴间 轴间 轴间 轴间 轴间M (KN- m)3.33-3.332.241.79-2.56-1.79Ma 0=2bh°fc0.0660.0660.0450.0360.0510.036Y =0.5(1 +J1 -2 a。)0.9660.9660

16、.9770.9820.9740.982MAs=Y h0fy249.5249.5165.7132190132选配钢筋0 8 1200 8 1600 81900 8 2000 8 1900 8 200实配钢筋面积(mrn)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 6.65 c c bf = = 2.217mf 33bf = 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：hf80bfhffc(h0l)=2100X 8

17、0 X 11.9 x( 415-) =749.7KN?m> 92.1 KN ?m22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h0= 450- 60=390mm中间支座按一排筋考虑，取 h°=450- 35=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面边跨中第一内支座中间跨中中间支座M (KN- m)92.1-92.161-69.72Ma 0=2bhofc9210000092100000200 X3902 X11.9=0.25461000000697200002100 工4152 X11.9=0.022100 X41

18、52 X11.9=0.014210&4152 壬 11.9=0.17E -2 a0.02 V 靳=0.550.299 V 0.350.014 V 筍=0.550.188 V 0.35y=(1+J -2 a)0.990.850.9930.906As=M( mmY h0fy921000009210000061000000697200000.99 X415 X300=747.20.85 x390 x300=926.10.993 x 415 x300=493.40.906 X 415X300=618.1选配钢筋3© 184© 181 © 18+2 © 1

19、42 © 14+2 © 18实配钢筋面积（mm7631017563817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面边支座第一内支座（左）第内支座（右）中间支座V ( KIN66.1088.1380.7380.730.25 3 cbhof c(N)0.25 X 1.0 X 200X 415 X11.9=246925 > V0.25 X 1.0 X 200 X 390 X11.9=232050> V232050> V246925>V0.7f tbho0.7 X 1.27 X 200X 415=73787>V0.7 X 1.27

20、X 200X 390=69342V V69342V V73787V V箍筋肢数、直径2© 82 © 82 © 82© 8Asv=nAsv1 (口吊)2X 50.3=100.6100.6100.6100.6g 1.25fyvAJ"bS =V -0.7ftbhb按构造配筋548.2904.4200实配箍筋间距S（mm1301302002003.3 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:l6.3bf = 3 =2.1m3Ibf = b+ sn= 6.9m取 bf = 2100mm,取 ho= 650 35= 615mm。

21、判别T形截面类别：，hf80、bf hf fc（ho-） =2100X 80 X 11.9X（ 615 2 2=1149540000 KN?m> M仁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 h° = 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面边跨中中间支座中间跨中M ( KN- m)十275.76298.78143.54bQ - (KN-nr)2一32.4一b bM-Q0266.382 2(KN- n)M275760000266380000143540000a 0一22=0.0292 =0.2662=0.015bh°fc2100 汉 6152 疋 11.9250 汉 580 x 11.92100 疋 6152 汉 11.9E0.03 v E =0.550.32 v E =0.550.02 v Eb =0.55Y0.9850.8