鋼筋混凝土單向板肋形樓蓋課程設(shè)計

1、234、◎誼葺r-65QU彳11、234、◎誼葺r-65QU彳1鋼筋混凝土單向板肋形樓蓋課程設(shè)計任務(wù)書設(shè)計題目：單向板勒形結(jié)構(gòu)設(shè)計設(shè)計目的控固與理論教學的基本概念和基礎(chǔ)知識；培養(yǎng)學生使用規(guī)范、查閱手冊和資料的能力；熟悉設(shè)計步驟，學會設(shè)計計算方法；培養(yǎng)學生分析和解決工程實際問題的能力?；驹O(shè)計資料某現(xiàn)澆鋼筋混凝土勒行樓蓋，結(jié)構(gòu)安全級別為II級。平面尺寸為22.5mX32.5m，采用單向板了形結(jié)構(gòu)，其結(jié)構(gòu)平面布置如下圖所示。ffil-u褸蓋李構(gòu)平初步擬定尺寸：板跨為2.5m，板厚為80mm；次梁跨度6.5m,截面尺寸200mmX500mm；主梁跨度7.5m,截面尺寸300mmX700mm；柱子截面尺寸300mmX300mm。按剛度要求，板厚h$L/40=2500/40=62.5mm，次梁高度h$L/25=6500/25=260mm，主梁高度h$L/15=7500/15=500mm，擬定尺寸均滿足剛度要求。樓面面層用20mm厚水泥砂漿抹面(f=2°KN/m‘)，梁板的底面用唄厚混合砂漿粉刷(Y石灰=17KN/mJ,樓面可變荷載標準值為(qk=8.0KN/m)外墻采用370mm厚磚墻，不設(shè)邊柱，板在墻上的擱置長度為120mm，次梁在墻上的擱置長度為240mm，主梁在墻上的擱置長度為370mm?；炷翉姸鹊燃塁25，梁中受力鋼筋為II級，其余鋼筋為I級。試為此樓蓋配筋并繪制結(jié)構(gòu)施工圖。四、 設(shè)計步驟1、 板的設(shè)計(1,荷載設(shè)計；(2,繪制計算簡圖；(3,內(nèi)力計算；(4,配筋計算。2、 次梁的設(shè)計(1,荷載設(shè)計；(2,繪制計算簡圖；(3,內(nèi)力計算；(4,配筋計算。3、 主梁的設(shè)計(1,荷載設(shè)計；(2,繪制計算簡圖；(3,內(nèi)力計算；(4,配筋計算。五、 設(shè)計要求板，次梁內(nèi)力按塑性內(nèi)力重分布計算口主梁內(nèi)力按彈性理論計算。繪出樓面結(jié)構(gòu)平面布置及板、次梁和主梁的配筋施工圖?，F(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋形樓蓋設(shè)計計算書一、平面結(jié)構(gòu)布置：1、 確定主梁的跨度為7.5m,次梁的跨度為6.5m,主梁每跨內(nèi)布置兩根次梁，板的跨度為2.5m。樓蓋結(jié)構(gòu)布置圖見附圖。2、 按高跨比條件，當h>丄心62.5mm時，滿足剛度要求，可不驗算撓度。對于40工業(yè)建筑的樓蓋板，要求h>80mm，取板厚h二80mm3、 次梁的截面高度應(yīng)滿足h=(丄~丄)L=(362~541)mm，取h二500mm 貝U1218b=(-2~i)h=(167~250)mm，取b二200mm。4、 主梁的截面高度應(yīng)該滿足h=(i~丄)L=(536~937)mm，h=700mm，貝U8 14h=(2~3)h=(233~350)mm，取b=300mm。二、板的設(shè)計(按塑性內(nèi)力重分布計算)：1、荷載計算：板的恒荷載標準值：取1m寬板帶計算:20mm厚水泥砂漿地面0.02x20x1=0.4kN/m80mm鋼筋混凝土板0.08x25x1=2.0kN/m15mm厚混合砂漿粉刷0.015x17x1=0.255kN/m恒載：g=2.655kN/mk活載：q=8x1=8kN/mk恒荷載分項系數(shù)取1.2；活荷載分項系數(shù)取1.3。于是板的設(shè)計值總值g+q=1.2g+1.3q=1.2x2.655+1.3x8=13.586kN/mkk

近似取為： g+q=13.6kN/m2、板的計算簡圖：次梁截面為200mmx500mm，現(xiàn)澆板在墻上的支承長度取120mm。按塑性內(nèi)力重分布設(shè)計，板的計算邊跨：l=l+1h=2500—100—120+802=2320<1.025/=2337mm，01 n 2 Z2 n取l=2320mm01(a=120mm)中跨：l二l二2500-200二2300mm02n板為多跨連續(xù)板，對于跨數(shù)超過五跨的等截面連續(xù)板，其各跨受荷相同，且跨差不超過10%時，均可按五跨等跨度連續(xù)板計算。計算簡圖如下圖：3、內(nèi)力計算及配筋：用塑性內(nèi)力重分布理論計算，則有a系數(shù)如下： 表1.0支承情況截面位置端支座邊跨支座離端第二支座離端第二跨中中間支座中間跨中A1B2C3梁板擱支在墻上01/11兩跨連續(xù)：-1/10三跨以上連續(xù)：-1/111/16-1/141/16板梁與梁整澆連接-1/161/14-1/24梁與柱整澆連接-1/161/14則由M=a(g+q)l2可計算出M、M、M、M，計算結(jié)果如下表:01B2c截面位置1B2C

a1/11-1/111/16-1/14M=a(g+q)l21/11x13.6x2.322-111x13.6x2.322116x13.6x2.32-1/14x13.6x2.32(kN/m)0=6.65=-6.65=4.5=-5.14由題知：b=1000mm,設(shè)a=20mm,則h=h-a=80-20=60mm,板內(nèi)米用HPB235級鋼s0s肋，f=11.9N/mm2,f=1.27N/mm2,f=210N/mm2,a=1.0,cty1根據(jù)各跨跨中及支座彎矩可列表計算如下：截面1B2CM(kN-m)M1MBM20.8M2Mc0.8McM=a(g+q)l206.65-6.654.503.60-5.14-4.11afbh2(kN-m)1c 042.84Ma= safbh21c 00.1150.1150.1050.0840.1200.096g=1-Jl-2as(<g=0.614)b0.1690.1690.1110.0880.1280.101Y=1-0.5gs0.9160.9160.9440.9560.9360.950A=M/yfh(mm2)s sy0577577379299436344選鋼筋1?2軸線5?6軸線G12@180中12@180中12@240中12@2402?5軸線④12@180*12@180*12@240+12@240實際配筋1?2軸線5?6軸線628mm2628mm2471mm2471mm22?5軸線628mm2628mm2471mm2 471mm2位于次梁內(nèi)跨上的板帶，其內(nèi)區(qū)格四周與梁整體連接，故其中間跨的跨中截面（M、M）和中間支座（M）計算彎矩可以減少20%,其他截面則不予以減少。23c配筋驗算：g均小于0.35，符合內(nèi)力重分布的原則，

P=AS- 471 -0.59%，可知p>0.45x丄-0.45x127-0.27%，且p>0.2%，所bh1000x80 f 210y以配筋符合要求。4、確定各種構(gòu)造鋼筋：分布筋選用"8@300。嵌入墻內(nèi)的板面附加鋼筋選用中8@300。垂直于主梁的板面附加鋼筋選用匚8@300。板角構(gòu)造鋼筋:選用't8@300，雙向配置在板四角的上部。具體配筋祥見附《板的配筋圖》三、次梁設(shè)計（按塑性內(nèi)力重分布計算）：1、次梁的支承情況：次梁在墻上的擱置長度為240mm。2、荷載計算：由板傳來： 2.655x2.5二6.6375kN/m次梁肋自重： 0.2x(0.5-0.08)x25=2.1kN/m次梁粉刷重 0.015x(0.5-0.08)x2x17=0.2142kN/m恒載：g二8.9517kN/m

k活載：q二8x2.5二20kN/mk設(shè)計值總值： g+q=1.2g+1.3q 二36.75kN/mkk3、確定計算跨度及計算簡圖。塑性內(nèi)力重分布計算時，其計算跨度：中跨：l二l二6500-300二6200mm02n邊跨：/=/+a2=6500-240-150+240彳=6230mm<1.0251二1.025x6200二6355mm,01n 2 2 n取1取1=6230mm01(a=240mm)因跨度相差小于10%，可按等跨連續(xù)梁計算，計算簡圖如下：+|=.EE.I-/1次梁計算簡圖4、內(nèi)力計算：則由M二a(g+q)l2可計算出M、M、M、M，計算結(jié)果如下表:01B2c截面位置1B2Ca1/11-1/111/16-1/14M=a(g+q)12111x36.75x6.232-111x36.75x6.232116x36.75x6.22-1/14x36.75x6.22(kN/m)0=103.03=-103.03=88.29=-100.91由V二B(g+q)1可計算出V、V、V、V，計算結(jié)果如下表:n A Bl Br c截面位置VAVBlVBrVca0.450.600.550.55V=卩(g+q)10.45x36.75x6.230.60x36.75x6.230.55x36.75x6.20.55x36.75x6.2n(kN)=103.03=137.37=125.32=125.325、截面承載力計算:由題知：設(shè)a二20mm,砼C25、梁內(nèi)米用HPB335級鋼筋，f二11.9N/mm2，scf=300N/mm2, a=1.0,y1(1)、次梁跨中按T形截面計算，T形截面的翼緣寬度b',按fb'<1=x6500=2167mm=b+s=200+2300=2500mm，故取b'=2100mm。f3 3 0 f梁咼： h=500,h=500一35=465mm0翼緣厚： h'=80mmf判定T形截面類型：afbh(h-f=1.0x11.9x2100x80x(465-80)=850x106N-mm1cff0 2 2[129.67kN-m(邊跨中)=850kN-m>4[62.32kN-m(中間跨中)故各跨中截面屬于第一類T形截面。（2）、C25混凝土，a=1.0,p=1.0,f=11.9KN/mm2,縱向鋼筋采用HRB335鋼,1ccf=300KN/mm2，箍筋采用HPB235，f=210KN/mm2。鋼筋保護層35mm，單層yyv設(shè)a二35mm,雙層設(shè)a二70mm。支座截面按矩形截面計算，離端第二支座B按布置ss兩排縱向鋼筋考慮，取h二500-70二430mm，其他中間支座按布置一排縱向鋼筋0考慮，取h二465mm。03）、次梁正截面承載力計算見下表：截 面1B2C彎矩M(kN-m)129.67-129.6788.29-100.91afbh2或afbh21c 0 1cf0(kN-m)1.0x11.9x2100<465?=5403.461.0x11.9x200x43。=440.0621.0x11.9x2100<465?=5403.461.0x11.9x200x465?=514.62a=-^或a=~^-safbh2 safbh21c 0 1cf00.0240.2950.0160.196g=1—片'1—2as(<gb=0.350)0.0240.3600.0160.220Y二1—0.5gs0.9880.8200.9920.89A=M/yfhs sy09411226639813選用鋼筋2◎252@25+2蟲162◎252蟲25實際鋼筋截面面積（mm2）9821384982982驗算配筋：計算結(jié)果表明，g均小于0.35，符合塑性內(nèi)力重分布的設(shè)計原則;同時p二坐二982 二0.98%>0.45丄=0.45x127二0.19%，且p>0.2%，故符合bh200x500 f 300y要求。(4)、次梁斜截面承載力計算見下表：hw=h—h'=430—80=350mm，因h/b二350/200二1.75<4。截面尺寸下式演算：0f w0.250fbh=0.25xl.0xll.9x200x430二255.85KN>V二137.37KN截面尺寸滿足要求。cc0max二0.7fbh=0.7X1.27x200x430二76.454<V二103.03故各截面需按計算配置箍筋。ct0A采用：8雙支箍筋=V+1.25fAvh 計算出S=267mmcsc yvs0調(diào)幅后受剪承載力應(yīng)加強，梁局部范圍內(nèi)將計算的箍筋面積增加20%或箍筋間距減小20%，取s=200mm。關(guān)于配筋的說明：…8@200沿全長配置封閉式箍筋，第一根箍筋距支座邊50mm處開始布置。梁底鋼筋不彎起，2Q25鋼筋通長布置。梁面筋2』25為通長筋，B支座2116設(shè)在二排，在支座兩側(cè)2200mm處截斷。四、主梁設(shè)計（按彈性理論計算）：1、主梁支承情況：柱截面300X300,主梁端部支承于磚壁柱上，其支承長度a=370mm。2、 荷載計算：為簡化計算，主梁自重亦按集中荷載考慮。次梁傳來的荷載： 8.9517x6.5二58.19kN主梁自重： (0.7-0.08)x0.3x2.5x25=11.625kN主梁粉刷重： 0.015x(0.7-0.08)x2x2.5x17=0.7905kN恒載：G二70.6055kNk恒載設(shè)計值：G二1.2G二84.72kN 取G=85KNk活載設(shè)計值：Q=8x2.5x6.5x1.3二169kN 取Q=169KN3、 確定計算跨度及計算簡圖主梁計算跨度：邊跨:l=l+1b+0.0251=7230+1x300+0.025x7230=7561mm01n2柱 n 2<l+1a+1b=7230+370/2+300/2=7565mm，n22柱近似取/=7560mm01中跨：l=l+1b+1b=7200+300/2+300/2=7500mm0n2柱2柱因跨度相差不超過10%，可按等跨梁計算，計算簡圖如下。7500756。主梁計算簡圖4、內(nèi)力計算：1） 、彎矩設(shè)計值：M=kGl+kQl1020其中，々k2可由書中表查取，L為計算跨度，對于B支座，計算跨度可取相鄰兩跨的平均值。M =0.244x85x7.56+0.289x169x7.56二526KN.m1,maxM =—0.267x85x7.56-0.311x169x7.56=—568.9KN.mB,maxM =0.67x85x7.5+0.2x169x7.5=680.6KN.m2,max2） 、剪力設(shè)計值：V=kG+kQ，其中,k3k4可由書中表查可知。=0.733x85+0.822x169=201.2KNA,max=—1.267x85—1.311x169=—329.3KNBl,max=1.0x85+1.222x169=291.5KNBr,max3） 彎矩、剪力包絡(luò)圖彎矩包絡(luò)圖：第1、3跨有活載，2跨不布置M=0，AM=M=—0.267x85x7.56—0.133x169x7.56=—341.5KN.mB C西安電大第10頁共14頁

第一跨內(nèi)集中力處彎矩值：（以M二0，M=-341.5KN.m的連線做基線）AB第一個集中荷載處彎矩值 -x（G+Q）xl+Mb=526.2KN.m3 o 3第二個集中荷載處彎矩值 -x（G+Q）xl+2XMb=412.4KN.m3 o 3第二跨內(nèi)集中力處彎矩值：（以M=-341.5KN.m，M=-341.5KN.m的連線做基BC線）1GI+M=-129KNmTOC\o"1-5"\h\z3 01B第1、2跨內(nèi)布置活荷載，3跨不布置M=0，M=-568.9KN.m，M=-0.267x85x7.56-0.089x129x7.56=-258.4KN.mA B C第一跨內(nèi)集中力處彎矩值：（以M=0，M=-568.9KN.m的連線做基線）AB第一個集中荷載處彎矩值 -x（G+Q）xl+M=450.4KN.m3 o 3第二個集中荷載處彎矩值 1x（G+Q）xl+2xMb=260.8KN.m3 0 3第二跨內(nèi)集中力處彎矩值：（以M=-568.9KN.m，M-258.4KN.m的連線做基BC線）第一個集中荷載處彎矩值 （G+Q）l++Mc=169.6KN.mTOC\o"1-5"\h\z3 01 3 3第二個集中荷載處彎矩值 1（G+Q）l+M+竺c=273.1KN.m3 013 3第2跨內(nèi)布置活荷載，1、3跨不布置M=0，M=M=-0.267x85x7.56-0.133x169x7.56=-341.5KN.mA B C1M1MGl+—b=100.4KNm3 0 31 2MGl+—b=-13.5KN.m3 0 3-CG+Q)l+M=293.5KNm3 01B第一個集中荷載處彎矩值第二個集中荷載處彎矩值第二跨內(nèi)集中力處彎矩值：剪力包絡(luò)圖：①第一跨西安電大單向板肋形結(jié)構(gòu)設(shè)計V 二201.2KNA,max過第1個集中荷載后為：201.2-254=-52.8kN過第2個集中荷載后為：-39.6-254=-293.6kNV 二—329.3KNBl,max過第1個集中荷載后為：-329.3+254=-74.3kN過第2個集中荷載后為：-74.3+254=179.7kN②第二跨V 二291.5KNBr,max過第1個集中荷載后為：291.5-85-206.5kN當僅有2跨布置活載時匕廠254kN過第1個集中荷載后為0。有上述計算可繪出主梁彎矩及剪力包絡(luò)圖如下：773.1主梁彎矩包絡(luò)圖2912C12：-'.8—心￡-329.3主梁剪力包絡(luò)圖5、主梁正截面和斜截面承載力計算正截面承載力計算：⑴、主梁跨中按T形截面計算，T形截面的翼緣寬度b'，按fb'<l=x6500=2167mm=b+s=6500mm，故取b=2100mm。f3 3 0 f梁咼： h=700,h=700一35=665mm0翼緣厚：h翼緣厚：h'=80mmf判定T形截面類型屬于第一類T形截面。⑵、支矩座截面按矩形截面計算，B支座彎設(shè)計值按：bM=M-V-=—568.9+254x0.15=-530.8KNmBmax02離端第一跨、第二支縱座B按布置兩排向鋼筋考慮。h=700-70=630mm0正截面配筋計算。截面1B2彎矩M(kN-m)526-530.8680.6-129a=-^safbh21c 0或a=Msafbhi1cf0526x106530.8x106680.6x106129x1061x11.9x2100x6302=0.0531x11.9x300x6302=0.3751x11.9x2100x6302=0.0691x11.9x300x6652=0.082(1+J1-2a)Y= 里 s—s 20.9730.750.9640.957A=M/yfhs sy02861374537361016選用鋼筋5少325蟲325蟲323?32實際鋼筋截面面積（mm2）4021402140212413驗算配筋：計算結(jié)果表明，g均小于0.518，滿足要求。同時，故符合要求。4 rsaIQ r* 1Cr，故符合要求。P=-S= —— =1.15%>0.45x厶=0.45x1—=0.19%，且p>0.2%bh 300x700 f 300y梁底鋼筋5小32通長，梁上面筋3132為通長布置，支座B截面下層2132在

伸入梁內(nèi)2400mm處截斷。斜截面承載力計算：hw=h一h=630-80=55