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1、文档来源为：从网络收集整理.word版本可编辑欢迎下载支持网络教育学院钢筋混凝土结构课程设计题 目：厂房单向板设计学习中心：1基本情况本设计XXXXXXXXX进行设计计算。厂房采用钢筋混凝土内框架承重，外墙为 370mm专砌承重。采用单向板肋梁楼盖。楼面做法：20mn厚水泥砂浆面层，钢筋混凝土现浇板，15mmB石灰砂浆抹灰。荷载：永久荷载，包过梁、柱、板及构造层自重，钢筋混凝土容重 25kN/m3, 水泥砂浆容重20kN/m 3，石灰砂浆容重17kN/m 3，分项系数g 1.2。可变荷载, 楼面均分布荷载为7.5 kN/m 3，分项系数k 1.3。材料选用：混凝土采用 C30 ( fc=14.
2、3 N/mm2， ft =1.43 N/mm 2);钢筋主梁、次梁采用HRB33( fy =300kN/m 2)钢筋，其它均用HPB30(M( fy=270kN/m3)钢筋。主梁沿房屋的横向布置，次梁沿纵向布置。主梁的跨度是5.7m,次梁的跨度是 4.8m。梁每跨内布置两根次梁。其间距是 1.9m。楼盖的布置如图1-1。l 1900根据构造要求，板厚取h 80mm 47.5mm4040次梁截面高度应满足h丄：4800 : 4800266: 400mm18 12 18 12取h=400mm截面宽度取为b=200mm主梁的截面高度应满足h丄：5700 : 5700380 570mm15101510
3、取截面高度h=500mm截面宽度取为b=250mm图1-1 楼盖布置图2单向板结构设计2.1板的设计板的计算按塑性分析法计算内力荷载恒荷载标准值：20mm水泥砂浆面层0.02m 20kN / m30.4kN /m280mn钢冈筋混凝土板320.08m 25kN / m 2.0kN/m15mn厚石灰砂浆抹灰320.015m 17kN/m30.255kN / m2活荷载标准值qk 7.5kN / m2横荷载设计值g 1.2 2.6553.186kN/m2活何载设计值q 1.3 7.59.75kN/m2合计g q 12.936kN/m2内力计算次梁的截面200mm 400mm，板在墙上的支撑长度为1
4、20mm，则板的计算跨度为：边跨 I。 In h 1.9 0.12 02 0081.72m2 2 2中间跨 I。1.9 0.21.7m跨度差(1.72 1.7)/1.71.200 10 00说明可按等跨连续板计算内力。取1m宽板作为计算单元，计算简图如图2-1所示。图2-1计算简图连续板各截面的弯矩计算见表2-1。表2-1连续板各截面弯矩计算截面1边跨跨内B离端第一支座2中间跨跨内C中间支座弯矩计算系数计算跨度l0截面承载力计算b 1000mm, h 80mm, h080 20 60mm。C30 混凝土， fc =14.3 N/mm2。HPB30C钢筋，fy=270kN/m2，连续板各截面的配
5、筋计算见表 2-2表2-2连续板各截面配筋计算截面位置边区板带（1-2，5-6轴线间）中间区板带（2-5轴线间）边跨跨内离端第二支座离端 第二 支跨 跨内、中间 跨跨 内中间支座边跨跨内离端第二支座离端第二跨跨内、中间跨跨内中间支座2M ( kN/m )3.48-3.482.34-2.673.48-3.480.8 2.34=1.870.8 (-2.67)=-2.140.0670.0670.0450.0520.0670.0670.0360.0410.0690.0690.0460.0540.0690.0690.0370.042219219146172219219118134选配钢筋6/81706/
6、8170619061606/81706/817062006200实配钢筋面积228228149177228228141141支座截面的受压区高度系数均小于0.35，满足弯矩调幅的要求;所以，AS,minminbh 0.238% 1000 80 190.4mm2裂缝宽度验算属于正常使用极限状态，采用荷载的标准组合。按弹性方法计算截 面弯矩，考虑可变荷载的最不利布置，有式中gk 折算永久荷载标准值，gk gk qk/2 2.655 7.5/2 6.405kN / mqk 折算可变荷载标准值，qk qk/27.5/23.75kN / m五跨连续板满布荷载下相应截面的弯矩系数，按有关表格查的;q 五跨
7、连续板最不利荷载布置下相应的弯矩系数，按有关表格查的。由荷载标准组合产生的跨中和支座弯矩：受弯构件的受力特征系数 cr 1.9，光面钢筋的相对粘结特征系数0.7, C30混凝土抗拉强度标准值 ftk 2.01N / mm2;保护层厚度c=15mm20m取c=20mm计算 过程见表2-3，裂缝宽度均小于一类环境规范规定值。表2-3板的裂缝宽度验算截面1B2C32.32-3.051.30-2.421.59228228149149149202.9266.8170.6317.5208.60.010.010.010.010.010.4560.6100.3340.6890.474deq d / (mm)1
8、1.4311.438.578.578.57deqlcr(1.9Cs 0.08 eq) (mm)te129.44129.44106.56106.56106.56Wmaxcr lcr sq / Es(mm)0.1080.1910.0550.2100.095注：te 0.01 ,取 te=0.01。截面的短期刚度由下式确定:34式中，E Es/Ec 210 10 /3 10 7，矩形截面f 0,各截面的短周期刚度如下表所示。截面1b2C32192191461461460.4560.6100.3340.6890.4740.00370.00370.00240.00240.00241.8821.5671.
9、6121.0101.305由上表可见，Bb与Bi很接近，满足0.5Bi Bb 2 Bi,按混凝土结构设计规范可取整跨刚度Bi为计算挠度，这样的简化使挠度计算大为方便。长期刚度按下式确定其中，M1q (0.078gk 0.1qk)l2 (0.078 7.965 0.1 3) 1.722 2.725kNgm第一跨挠度最大，对于等跨连续板可只验算该跨挠度。永久荷载gk满布，可变荷载qk在1，3, 5跨布置，又相应表格查的相应的挠度系数分别是0.644 10 2和0.973 10 2，于是挠度：2.2 次梁的设计次梁按考虑塑性内力重分布方法计算恒荷载设计值由板传来 1.9m 3.186kN/m3 6.
10、05kN / m2次梁自重 1.2 0.2m (0.4m 0.08m) 25kN/m31.92kN/m2梁侧抹灰 1.2 0.015m (0.4m 0.08m) 17kN /m3 20.20kN / m2活荷载设计值由板传来32q 1.9m 9.75kN /m 18.5kN /m合计g q 26.67kN/m2计算跨度0.25ln 4.8m 0.12mm 4.555m边跨2倔弘4.669m4.675m取唁陀中间跨 I。In 4.8m 0.25m4.55m跨度差（4.675 4.55）/4.55 2.7% 10%，说明可按等跨连续梁计算内力。计算简图如图2-2所示。图2-2计算简图连续次梁各截面
11、弯矩及剪力计算分别见表2-4、表2-5表2-4连续次梁弯矩计算截面1边跨跨中B离端第一支座2中间跨跨中C中间支座弯矩计算系数计算跨度l0表2-5连续次梁剪力计算截面A边支座B （左）离端第一支座B （右）离端第一支座C中间支座剪力计算系数0.450.60.550.55净跨度lnl0 =4.675l=4.675l=4.55l=4.5554.6774.8166.7466.74正截面承载力计算时，支座按矩形截面计算，跨中按T形截面计算，翼缘宽度卄11取 bf 丨二 4800=1600mm，又 b sn 200 17001900mm，故取 bf 1600mm3 3一类环境，梁的混凝土保护层厚度要求为2
12、5mm单排钢筋截面有效高度取h =365mm判别T型截面类型：各跨跨中均属于第一类T型截面。次梁的正截面承载力过程见表2-6表2-6次梁正截面受弯承载力计算截面边跨跨中（1）离端第一支座（B）离端第二跨跨中（2）中间跨跨中（3）中间支座（C）弯矩设计值（kNgm）53.0053.0034.51-39.440.1600.1600.0910.1040.1750.1750.0960.110选配钢筋564.21044334.0383实际配筋5 | 123 1 223| 124 12As =565As=1140As=339As=452计算结果表明均小于0.35,符合塑性内力重分布的条件。As/（bh）
13、339/（200 400） 0.42% min （0.2%,45ft / fy）max 45ft/ fy 45 1.43/300 0.22%，满足最小配筋率的要求。计算内容包括：截面尺寸复核、腹筋计算和最小配筋率验算。（1）验算截面尺寸hw h0 hf 365 80 265mm, hw / b 265/ 200 1.2 4，截面尺寸按下式验算： 截面尺寸满足要求。（2）计算所需腹筋采用 6双箍，计算支座B左侧截面，Vbi 72.89kN。由斜截面受剪承载力计算公式确 定箍筋间距s:调幅后受剪承载力应加强，梁局部范围内将计算的箍筋面积增加20%。先调幅整箍筋间距,s 0.8 5725.7 4580.56mm，大于箍筋最大间距 200mm，最后取 s=200mm。(3 )验算最小配箍率弯矩调幅时要求的配箍率下限为0.3 ft/fyv 0.3 1.43/270 1.58 10 3，实际配箍率3sv Asv/(bs)100.48/(200250)2.50 10 ，满足最小配箍率的要求。次梁的折算永久荷载gk 6.80814.
