現(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋課程設(shè)計

1、課程設(shè)計說明書 課 程 名 稱: 現(xiàn)澆樓蓋課程設(shè)計 課 程 代 碼: 題 目: 現(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋學(xué)院(直屬系) : 土木工程 年級/專業(yè)/班: 學(xué) 生 姓 名: 學(xué) 號: 指 導(dǎo) 教 師: 開 題 時 間: 年 月 日完 成 時 間: 年 月 日 目 錄摘 要3引 言4任務(wù)與分析5現(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋設(shè)計61設(shè)計資料62樓蓋的結(jié)構(gòu)平面布置63板的設(shè)計83.1荷載83.2計算簡圖83.3彎矩計算值83.4正截面受彎承載力計算84.次梁設(shè)計104.1荷載設(shè)計值104.2計算簡圖104.3內(nèi)力計算104.4承載力計算114.4.1正截面受彎承載力114.4.2斜截面受剪承載力11

2、13135.2計算簡圖135.3內(nèi)力設(shè)計值及包絡(luò)圖13彎矩設(shè)計值13剪力設(shè)計值14彎矩、剪力包絡(luò)圖145.4承載力計算16正面受彎承載力16斜截面受剪承載力17結(jié) 論19致 謝20參考文獻21摘 要本設(shè)計主要進行了結(jié)構(gòu)方案中單向板肋梁樓蓋設(shè)計。在確定框架布局之后，先進行了層間荷載代表值的計算，進而求出在水平荷載作用下的結(jié)構(gòu)內(nèi)力（彎矩、剪力）。完成了板，次梁、主梁等構(gòu)件的內(nèi)力和配筋計算及施工圖繪制、樓蓋的設(shè)計完成了板的配筋和次梁的配筋設(shè)計。關(guān)鍵詞：結(jié)構(gòu)結(jié)構(gòu) 板 次梁 主梁引 言從本階段設(shè)計起正式進入建筑技術(shù)設(shè)計階段，本階段完成結(jié)構(gòu)平面布置，即建筑物的內(nèi)部板，次梁、主梁的具體設(shè)計。在結(jié)構(gòu)設(shè)計階段主

3、要是根據(jù)所給與的設(shè)計資料進行具體的結(jié)構(gòu)設(shè)計。是將具體的建筑物給結(jié)果組成表示的過程，這種表述是關(guān)系到建筑物的使用壽命及業(yè)主的切身利益。本設(shè)計說明書的目的就是將建筑概念設(shè)計階段得出的總體概貌反映到具體的施工圖紙上。本說明書的讀者定位于建造師,需要對本說明書及圖紙進行一個徹底的分析,然后組織水電，設(shè)備，管線等其他相應(yīng)工程師來實現(xiàn)設(shè)計，也供施工人員參考。任務(wù)與分析本課程設(shè)計的任務(wù)是：根據(jù)所給設(shè)計資料進行現(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋的設(shè)計目的是通過本設(shè)計使學(xué)生了解鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)設(shè)計的一般程序和內(nèi)容，理解單向板肋梁樓蓋的荷載傳遞關(guān)系及其計算簡圖的確定，熟悉掌握考慮塑性內(nèi)力重分布的計算方法，掌握按彈性理論分

4、析內(nèi)力的方法并熟悉內(nèi)力包絡(luò)圖的繪制方法，熟悉現(xiàn)澆板的有關(guān)構(gòu)造要求，掌握鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)施工圖的表達方法、制圖規(guī)定進一步提高制圖的基本技能，并學(xué)會編制鋼筋材料表等。任務(wù)分析：根據(jù)本課程設(shè)計的具體情況，設(shè)計包括樓蓋板、次梁、主梁的設(shè)計計算式的書寫，其中包括板、次梁、主梁內(nèi)力計算，正斜截面的配筋計算；施工圖的繪制，包括：樓蓋結(jié)構(gòu)平面布置圖、板配筋圖、次梁配筋圖及剖面圖、主梁配筋圖及剖面圖、彎矩和剪力包絡(luò)圖；編制板、次梁、主梁鋼架表等工作?，F(xiàn)澆鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋設(shè)計1設(shè)計資料1、 荷載水磨石面層厚20mm(=0.65kN/m2);樓面均布可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值q=5kN/m2、20mm厚混合砂漿抹底（=1

5、7kN/m3）。材料：混凝土： C30；鋼筋：梁受力鋼筋采用HRB400級鋼筋，板采用HPB300級鋼筋；2樓蓋的結(jié)構(gòu)平面布置主梁沿橫向布置，次梁沿縱向布置。主梁跨度為6m，次梁的跨度為6.9m，主梁每跨內(nèi)布置兩根次梁，板的跨度為2m，/=6.9/2=3.45，因此按單向板設(shè)計。按跨高比條件，要求板厚h2000/30=66mm，對工業(yè)建筑的樓蓋板，要求h70mm，取板厚h=70mm。次梁截面高度應(yīng)滿足h=/18/12=6900/186900/12=383575mm?？紤]到樓面可變荷載比較大，取h=450mm。截面寬度取b=200mm主梁截面高度應(yīng)滿足h=/15/10=6000/156000/1

6、0=400600mm。取h=550mm截面寬度為b=250mm樓蓋結(jié)構(gòu)平面設(shè)置圖：梁板布置簡圖3板的設(shè)計3.1荷載板的永久荷載標(biāo)準(zhǔn)值水磨石面層厚 0.65kN/70mm鋼筋混凝土板 0.07×25=1.75kN/20mm混合砂漿抹灰 0.02×17=0.34kN/小計 2.74kN/板的可變標(biāo)準(zhǔn)荷載值 5kN/永久荷載分項系數(shù)取1.2，因樓面可變荷載標(biāo)準(zhǔn)值大于4.0kN/，所以可變荷載分項系數(shù)應(yīng)取1.3。于是板的永久荷載設(shè)計值 g=2.74×1.2=3.29 kN/可變荷載設(shè)計值 q=5×1.3=6.5 kN/荷載總設(shè)計值 g+q=3.29+6.5=9.

7、79 kN/ ，近似地取為10kN/3.2計算簡圖按塑性內(nèi)力重分布設(shè)計，次梁截面為200mm×450mm，板的計算跨度：邊跨=2000-200/2=1900mm中間跨=2000-200=1800mm因跨度相差小于10%，可按等跨連續(xù)板計算。取1m寬板帶作為計算單元，計算簡圖如圖所示3.3彎矩計算值不考慮板拱作用截面彎矩的折減，由表11-1可查得，板的彎矩系數(shù)分別為：邊支座，-1/16；邊跨中，1/14；離端第二支座，-1/11；中跨中，1/16；中間支座，-1/14。故 =-（g+q）/16=-10×/16=-2.26kN·m=（g+q）/14=10×/

8、14=2.58kN·m=-（g+q）/11=-10×/11=-3.28kN·m=-（g+q）/14=-10×/14=-2.31kN·m=（g+q）/16=10×/16=2.03kN·m3.4正截面受彎承載力計算環(huán)境類別為一級，C30混凝土，板的最小保護層厚度c=15mm。板厚70mm，=h-c-=70-15-10/2=50mm；板寬b=1000mm。C30混凝土，=1.0，=14.3N/；HPB300鋼筋，=270N/。板配筋計算的過程于下表。板的配筋計算截 面A1B2C彎矩設(shè)計值（kN·m）-2.262.58-3

9、.282.03-2.31=/（b）0.0630.0720.0920.0570.065=1-0.065<0.350.0750.097<0.350.0590.067<0.35計算配筋（）=b/172.1198.6256.9156.2177.4實際配筋（）A6160=177=202=262=177=177計算結(jié)果表明，支座截面的均小于0.35，符合塑性內(nèi)力重分布的原則；/bh=157/（1000×70）=0.25%，此值大于0.45/=0.45×1.43/270=0.24%，同時大于0.2%，滿足最小配筋率。4.次梁設(shè)計按考慮塑性內(nèi)力重分布設(shè)計。根據(jù)本車間樓蓋的

10、實際使用情況，樓蓋的次梁和主梁的可變荷載不考慮梁從屬面積的荷載折減。4.1荷載設(shè)計值永久荷載設(shè)計值 板傳來的永久荷載： 3.29×2.0=6.58 kN/m 次梁自重： 25×0.2×1.2×（0.45-0.07）=2.28kN/m 次梁粉刷： 17×0.02×（0.45-0.07）×2×1.2=0.31 kN/m 小計 g=9.17kN/m 可變荷載設(shè)計值 q=6.5×2=13kN/m 荷載總設(shè)計值 g+q=22.17kN/m 4.2計算簡圖按塑性內(nèi)力重分布設(shè)計。主梁截面為250mm×550m

11、m，計算跨度：邊跨 =6900-200/2-250/2=6675mm，中間跨=6900-250=6650mm因跨度相差小于10%，可按等跨連續(xù)板計算。計算簡圖如圖所示4.3內(nèi)力計算由表可得彎矩系數(shù)和剪力系數(shù)。彎矩設(shè)計值： =-（g+q）/24=-22.17×/24=-41.16kN·m=（g+q）/14=22.17×/14=70.56kN·m=-（g+q）/11=-22.17×/11=-89.8kN·m=-（g+q）/14=-22.17×/14=-70.03kN·m=（g+q）/16=22.17×/16=

12、61.28kN·m剪力設(shè)計值：=0.5（g+q）=0.5×22.17×6.675=73.99kN=0.55（g+q）=0.60×22.17×6.675=81.39kN=0.55（g+q）=0.55×22.17×6.65=81.09kN4.4承載力計算4.4.1正截面受彎承載力正截面受彎承載力計算時，跨內(nèi)按T形截面計算，翼緣寬度取=/3=6900/3=2300mm；=b+=200+1800=2000mm；=b+12=200+12×70=1040mm。故取=1040mm。環(huán)境類別為一級，C30混凝土，梁的最小保護厚度c

13、=20mm，假定箍筋直徑10mm，縱向鋼筋直徑20mm，則一排縱向鋼筋=450-20-10-20/2=410mm。C30混凝土，=1.0，=1，=14.3N/，=1.43N/；縱向鋼筋采用HRB,400鋼，=360N/。正截面承載力計算過程列于下表。經(jīng)判別跨內(nèi)截面均屬于第一類T形截面。次梁正截面受彎承載力計算截 面A1B2C彎矩設(shè)計值（kN·m）-41.1676.56-89.861.28-70.03=/（b或=/（）=0.086=0.012=0.187=0.01=0.146=1-0.09<0.350.0120.2090.350.010.1590.35=b/或=/680.8選配鋼

14、筋（）2C14=3082C12=2262C18+1C16=7102C12=2262C14+2C12=534 計算結(jié)果表明，支座截面的均小于0.35，符合塑性內(nèi)力重分布的原則；/(bh)=226/(200×450)=0.25%,此值大于0.45/=0.45×1.43/360=0.18%,同時大于0.2%，滿足最小配箍率。4.4.2斜截面受剪承載力斜截面受剪承載力計算包括：截面尺寸的復(fù)核、腹筋計算和最小配筋率驗算。驗算截面尺寸：=-=410-70=340mm，因/b=340/200=1.74，截面按下式驗算：0.25b=0.25×1×14.3×20

15、0×410=293.15kN=81.39kN，截面尺寸滿足要求。計算所需腹筋：采用C6雙肢箍筋，計算支座B左側(cè)截面：0.7b=0.7×1.43×200×410=82.08kN=81.39kN，所以只需按構(gòu)造配箍筋。由于300<=410<500,最大間距=300mm,最后取箍筋間距s=200mm。驗算配筋率下限值：最小配筋率為=0.24×=0.24×1.43/360=0.1%。實際配筋率×200=55.02kN主梁自重 (0.55-0.07)×0.25×2×25×1.2=7.

16、2kN粉刷自重 （0.55-0.07）×0.02×2×17×2×1.2=0.78kN永久荷載設(shè)計值 G=63kN可變荷載設(shè)計值 Q=13×6=78kN5.2計算簡圖因主梁的線剛度與主線剛度之比大于5，豎向荷載下主梁內(nèi)力近似按連續(xù)梁計算。按彈性理論設(shè)計，計算跨度取支承中心線之間的距離=6000mm。主梁的計算簡圖如下，因跨度相差不超過10%，故可利用附表6-2計算內(nèi)力5.3內(nèi)力設(shè)計值及包絡(luò)圖5.3.1彎矩設(shè)計值彎矩M=G+Q式中系數(shù)、由附表6-2相應(yīng)欄內(nèi)查得=0.244×50×6.03+0.289×62&#

17、215;6.03=162.91kN·m=-0.267×50×6.03-0.311×62×6.03=-105.62kN·m=0.067×50×6.03+0.200×62×6.03=94.97kN·m5.3.2剪力設(shè)計值剪力V=G+Q式中系數(shù)、由附表6-2相應(yīng)欄內(nèi)查得=0.733×50+0.866×62=90.34kN=-1.267×50-1.311×62=-144.63kN=1.0×50+1.222×63=126.99kN5.3

18、.3彎矩、剪力包絡(luò)圖彎矩包絡(luò)圖：第1、3跨有可變荷載，第2跨沒有可變荷載。由附表6-2知支座B或C的彎矩值為=-0.267×50×6.03-0.133×62×6.03=-130.22kN·m在第1跨內(nèi)以支座彎矩=0，=-130.22kN·m的連線為基線。作G=50kN，Q=62kN的簡支梁彎矩圖，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點彎矩值分別為：（G+Q）+=（50+62）×6.03-=162.71kN·m（與前面計算的=162.91kN·m接近）（G+Q）+=（50+62）×6.03-=13

19、8.30kN·m在第2跨內(nèi)以支座彎矩=-130.22kN·m，=-130.22kN·m的連線作為基線，作G=50kN，Q=0的簡支彎矩圖，得集中荷載作用點處的彎矩值：G+=×50×6.03-130.22=-29.72kN·m第1、2跨有可變荷載，第3跨沒有可變荷載第1跨內(nèi)：在第1跨內(nèi)以支座彎矩=0，=-105.62kN·m的連線為基線。作G=50kN，Q=62kN的簡支梁彎矩圖，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點彎矩值分別為：（50+62）×6.03-=189.85kN·m（50+62）×6

20、.03-=154.58kN·m在第2跨內(nèi)：=-0.267×50×6.03-0.089×62×6.03=-113.77kN·m以支座彎矩=-105.62kN·m，=-113.77kN·m的連線為基線，作G=50kN，Q=62kN的簡支梁彎矩圖，得（G+Q）+（-）=（50+62）×6.03-113.77+（-105.62+113.77）=111.43kN·m（G+Q）+（-）=（50+62）×6.03-113.77+（-105.62+113.77）=114.0kN·m第2跨有可

21、變荷載，第1、3跨沒有可變荷載=-0.267×50×6.03-0.133×62×6.03=-132.63kN·m第2跨兩集中荷載作用點處可變彎矩分別為：（G+Q）+=（50+62）×6.03-132.63=92.49kN·m（與前面計算的=94.97kN·m接近）第1、3跨兩集中荷載作用點處的彎矩分別為：G+=×50×6.03-×132.63=56.29kN·mG+=×50×6.03-×132.63=12.08kN·m在第1跨內(nèi)有可變荷

22、載，在第2、3跨內(nèi)沒有可變荷載由附表6-2知支座B或C的彎矩值=-0.267×50×6.03-0.178×62×6.03=-147.04kN·m=-0.267×50×6.03+0.044×62×6.03=-64.05kN·m在第2跨內(nèi)以支座彎矩=0，=-147.04kN·m的連線為基線，作G=50kN，Q=62kN的簡支梁彎矩圖，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點彎矩值分別為：（G+Q）+=×（50+62）×6.03-×132.63=180.91kN&

23、#183;m（G+Q）+=×（50+62）×6.03-×132.63=136.7kN·m在第2跨內(nèi)以支座彎矩=-147.04kN·m，=-64.05kN·m的連線作為基線，作G=50kN，Q=0的簡支梁彎矩圖，得第1個和第2個集中荷載作用點處彎矩值分別為：G+（-）+=×50×6.03+（-147.04+64.05）-64.05=-18.87kN·mG+（-）+=×50×6.03+（-147.04+64.05）-64.05=8.78kN·m彎矩包絡(luò)圖如下（a）所示。剪力包絡(luò)圖

24、：第1跨=90.34kN；過第1個集中荷載后為90.34-50-62=-21.66kN；過第2個集中荷載后為-21.66-50-62=-113.66kN=-144.63kN；過第1個集中荷載后為-144.63+50+62=-32.63kN；過第2個集中荷載后為-32.63+50+62=79.37kN第2跨=126.99kN；過第1個集中荷載后為126.99-50=76.99kN。當(dāng)可變荷載僅作用在第2跨時=1.0×50+1.0×62=112kN；過第1個集中荷載后為112-50-62=0。剪力包絡(luò)圖如下（b）所示主梁的內(nèi)力包絡(luò)圖（a）彎矩包絡(luò)圖；（b）剪力包絡(luò)圖5.4承載力

25、計算5.4.1正面受彎承載力跨內(nèi)按T形截面計算，因=0.120.1。翼緣計算寬度按=6/3=2mm和b+=6m中較小值確定取=2.0mB支座邊的彎矩設(shè)計值=-b/2=-105.62-164×0.4/2=-347.22kN·m。縱向受力鋼筋除B支座截面為2排外，其余均1排?？鐑?nèi)截面經(jīng)判別都屬于第一類T形截面。正截面受彎承載力的計算過程列于下表。截 面1B2彎矩設(shè)計值（kN·m）162.91-105.6294.97-29.72=/（b）或=/（）=0.013=0.009=0.008=0.015=（1+）/20.9930.9950.9950.992=/選配鋼筋（）214

26、+316彎=911310+312彎=575214+116彎=509.1210=157主梁縱向鋼筋的彎起和切斷按彎矩包絡(luò)圖確定。5.4.2斜截面受剪承載力驗算截面尺寸：=-=630-80=550mm，因/b=550/300=1.834截面尺寸按下式驗算：0.25b=0.25×1×14.3×300×630=675.675×kN=144.63kN，截面尺寸滿足要求。計算所需腹筋：采用，因此支座B截面左右不需配置彎起鋼筋。驗算最小配箍率：=0.17%0.24=0.16%，滿足要求。次梁兩側(cè)附加橫向鋼筋的計算：次梁傳來集中力=39.68+62102kN，=700-500=200mm，附加箍筋布置范圍s=2+3b=2×200+3×200=1000mm。取附加箍筋18，=254.5，由式2sin+mn=2×210×254.