大连理工大学钢筋混凝土结构课程设计

钢筋混凝土结构-2

题目：钢筋混凝土单层厂房结构设计

课程设计

姓 名： 王方良 班 级：

学 号201203238297 学 院：舟山奥鹏

大连理工大学 2013年 8 月 30 日

钢筋混凝土结构-2课程设计任务书

一、 题目：钢筋混凝土单层厂房结构设计

二、 目的与要求：了解单层厂房结构设计的全过程，培养单层厂房结构设计的工作

能力。要求：（1）、掌握单层厂房结构布置和结构选型的一般原则和方法；（2）、综合运用以往所学的力学及钢筋混凝土结构的知识，掌握排架内力分析方法以及构件截面设计方法；（3）、掌握单层厂房结构施工图的表达方法。 三、 设计内容：1、完成计算书一份，内容包括：（1）设计资料；（2）结构布置与

选型；（3）排架内力分析及柱、基础的配筋计算。2、绘制施工图：（1）柱子模板图及配筋图；（2）基础平面布置图及配筋图。 四、 设计资料：

1、 2、

厂房跨度24米，总长102米，中间设伸缩缝一道，柱距6米。 车间内设有两台软钩200／50kN中级工作制吊车，轨顶设计标高10.000米。 3、

建筑场地地质情况：地面下0.8米范围内为杂填土，杂填土下面3.5米内为均匀粉土，其承载力标准值fk＝200kPa,地下水位为地面下4.50米，无腐蚀性。 4、 5、 6、

基本风压W0=0.4kN/m2; 基本雪压S0=0.35kN/m2。

屋面是不上人的钢筋混凝土屋面，屋面均布可变荷载标准值为0.7/m2。 建议采用材料：

（1）、柱：混凝土C30，纵向受力钢筋II级，箍筋I级。 （2）、基础：混凝土C30，II级钢筋。 7、

选用的标准图集：

（1）、屋面板：G410（一）标准图集，预应力混凝土大型屋面板，板重标准值（包括灌缝在内）1.4KN/m2。

（2）、天沟板：G410（三）标准图集，JGB77-1天沟板，板重标准值2.02kN／m。

（3）、屋架：G415（三）标准图集中预应力混凝土折线形屋架，屋架自重标准值106kN。

（4）、吊车梁：G323-1~2标准图集DLZ-4，梁高1200毫米，翼缘宽600毫米，腹板宽300毫米，梁自重标准值44.2kN/根，轨道及零件重1kN/米，轨道及

- 1 -

垫板高度200毫米。 8、

建议采用的柱截面尺寸：上柱为矩形 bxh=400x400mm,下柱为I形 bf=400mm，h=800mm，b=100mm，hf=150~170mm。 9、

屋面做法：

防水层（0.4KN/平米）20厚水泥砂浆找平层（0.4KN/平米）屋面板

- 2 -

12400025280640 144060006000600060006000600060006000600050060001033806000600060006000600060006000440平面布置图640 - 3 -

15.99014.30012.400180020010.0008.60040601350510024000剖面图 5500 4400吊车尺寸图 150±0.0001200-0.150

- 4 -

结构计算书

一、 结构的计算

1、计算简图的确定

（1）计算上柱高及柱全高 根据图2.107及有关设计资料：

上柱高Hu=柱顶标高-轨顶标高+吊车梁高+轨道构造高=12.4-10.0+1.2+0.20=3.8m 全柱高H=柱顶标高-基顶标高=12.4-（-0.5）=12.9m 故下柱高Hl=H-Hu=12.9-3.8=9.1m 上柱与全柱高的比值

??3.8?0.29512.9（2）初步确定柱截面尺寸

根据表2.9（A）的参考数据，上柱采用矩形截面，b×h=400mm×400mm，下柱选用I形,b×h×hf=400mm×800mm×150mm（其余尺寸见图2.108），根据表2.8关于下柱截面宽度和高度的限值，验算初步确定的截面尺寸，对于下柱截面宽度

Hl9100

25

对于下柱截面高度，有吊车 无吊车时

?25?364mm?b?400mm(可以）Hl9100??758mm?h?800mm(可以)1212

1.5H???????????3??774mm?h?800mm(可以)2525（3）上、下柱截面惯性与其比值 排架平面内：

- 5 -

上柱

Iu?下柱

1?400?4003?2.33?109mm41211?400?8003?2??150?483.43?1.42?1010mm41212Il?

比值

Iu2.133?109????0.150Il1.42?1010排架平面外：

上柱

Iu?2.133?109mm4下柱

Il?2?158.3?400483.4?100??1.729?109mm4121233

排架计算简图（几何尺寸及截面惯性矩）如图2.109所示

图2.108 形截面尺寸

- 6 -

图2.109 排架计算简图

2、荷载计算

（1）恒荷载 （а）房屋结构自重 预应力混凝土大型屋面板

1.2?1.5?1.8KNm2

20mm水泥沙浆找平层 1.2?20?0.02?0.48KNm2

一毡二油隔气层 1.2?0.05?0.06KNm2

100mm水泥珍珠岩制品保温层 1.2?4?0.1?0.48KNm2 21.2?0.35?0.42KNm20mm水泥沙浆找平层

2g?3.72KNm

天沟板 1.2?60?72KN天窗端壁

1.2?100?120KN屋架自重

天窗架 1.2×40=48KN

则作用于横向水平面排架一端柱顶的屋盖结构自重

24120G1?3.72?6??14.4?72??48?462.24KN

?22 - 7 -

hu400e1??150??150?50mm 22

(b)柱自重 上柱

G2?1.2?25?0.4?0.4?3.8?18.24KN

hlhu800400e2?????200mm

2222 下柱

(0.1?0.4)??G3?1.2?25?9.1??0.15?0.4?2?0.45?0.1?2??0.025??1.12???48.46?1.1?53.5KN e3?0

（c）吊车梁与轨道自重

G4?1.2?(45?1?6)?61.2KN

（2）屋面活荷载

由《荷载规范》可知,屋面均匀活荷载标准值为0.7 KN/m,大于该厂房所在地区的基本雪压S0=0.30 KN/m,故屋面活荷载在每侧柱顶产生的压力为 ， Q1=1.4×0.7×6×12=70.56KN e1=50mm （3）吊车荷载

由电动双钩桥式吊车数据查得

Pmax..K=200KN. Pmin.k=50KN, B=5000mm. k=4000mm Q2.K=75KN

根据B与K及反力影响线，可算得与各轮对应的反力影响线竖标（图2.110），于是可求的作用与上柱的吊车垂直荷载

2，

2

Dmax?0.9?QPmax.k?yi?0.9?1.4?200?(1.0?0.267?0.8?0.067)?588KNDmin?

Pmin50Dmax??588?147KNPmax200

e4?750?hl800?750??350mm22 - 8 -

图2.110计算简图

作用于每个轮子上的吊车水平制动设计值

T??4(?QQc.k??GQ2.K)?0.1(200?75)?6.875KN4

则作用于排架上的吊车水平荷载，按比例关系由 求得Dmax

T6.875

Tmax?Dmax??588?20.2KN?QPmax.k200

其作用点到柱顶的垂直距离 y?Hu?he?3.8?1.2?2.6m y2.6??0.684

Hu3.8

（4）风荷载

**地区的基本风压 w0?0.35KNm2,对于大城市市郊，风压高度变化系数 ?z

按B类地区考虑，高度的取值，对 q1,q2按柱顶标高12.4m考虑，查《荷载规范》得

?z?1.08;对Fw按天窗檐口标高19.86m考虑，查《荷载规范》得?z?1.26.风荷

载体型系数?z的分布图2.111所示。故集中风荷载 Fw为

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风向图2.111 风荷载体型系数

Fw??Q(1.3h1?0.4h2?1.2h3)?z?0B?1.4?(1.3?1.9?0.4?1.69?1.2?3.87)?1.26?0.35?6?28.86KN

q1??Q?s1?z?0B?1.4?0.8?1.080?0.35?6?2.54KNm

q2??Q?s2?z?0??1.4?0.5?1.080?0.35?6?1.59KNm

排架受荷总图如图2.112所示。

图2.112 作用于排架上的荷载

3、内力计算

（1）恒荷载作用下

- 10 -

如前所述，根据恒荷载的对称性和考虑施工过程中的实际受力情况，可将图2.112中的恒载

G1、G2及G4的作用简化为图2.113a、b、c所示的计算简图。

（a） 在G1作用下

M11?G1e1?462.24?0.05?23.11(KN?m)

M12?G1e2?462.24?0.25?115.56(KN?m)

已知n=0.151，λ=0.295，由附图2.2中的公式

图2.113 恒荷载作用下的内力（）的作用；（）的作用；（）的作用；（）图（·）（）图（）

故在M11作用下不动铰支承的柱顶反力

1??1??1??2?1??1?0.2952?1??33n0.15?????1.95C????2?1?2?1?1??3??1?1?0.2953??1??n??0.15?1R??C111M23.112??1.95???3.49kN???H12.9112由附图2.3中的公式

C?23?21??31?0.295???1.2112????1??2??1?1?0.2952??1??n??0.15?22

故在M12作用下不动铰支承的柱顶反力

R??C122M115.56??1.2???10.75kN???H12.9

122

- 11 -

因此，在M11和M12共同作用下（即在G1作用下）不动铰支承的柱顶反力

R?R?R??3.5?10.75??14.25kN???11112相应的弯矩图如图2.113a所示

(b)在G2的作用下

M??Ge??18.24?0.2??3.65kN?M2222相应的弯矩图如图2.113b所示。

(c)在G4的作用下

M??Ge?61.2?0.35??21.42kN?M4444R??Q1Q70.56?R??14.25???2.18kN???G462.24112相应的弯矩图如图2.113c所示。将图2.113a、b、c的弯矩图叠加，得在G1、G2、G3和G共同作用下的恒荷载弯矩图（2.113d）,相应的轴力N图如图2.113e所示。

（2）屋面活荷载作用下

对于单跨排架，Q与G一样为对称荷载，且作用位置相同，仅数值大小不同。故由G的内力图按比例可求得Q的内力图。如：柱顶不动铰支承反力

相应的M图如图2.114a,b所示。

图2.114 屋面活荷载作用下的内力图 （）的作用；（）图（）

（3）吊车荷载（考虑厂房整体空间工作）

厂房总长102m，中间设一道伸缩缝，跨度为24m，吊车起重量为20t，由表2.13可查得无

檩屋盖的单跨厂房空间作用分配系数?=0.9

- 12 -

（a）吊车垂直荷载作用下

Dmax作用在A柱的情况

图2.122中吊车垂直荷载作用下的内力，可按如图2.115所示的简图进行计算。因此，A、B

柱顶剪力按图2.115a所示简图推导的下列公式进行计算：

VAmax??0.5???2???MDmax??MDmin?C2 H21.2 12.9 ??0.5???2?0.9??588?0.35?0.9?147?0.35?? =-12.68KN（绕杆端反时针转）

VBmax?0.5???MDmax??2???MDmin?C2 H21.2 12.9 =0.5??0.9?588?0.35??2?0.9??147?0.35? =11.25KN

(绕杆端顺时针转为正)相应的弯矩如图2.115b所示。

图2.115 吊车垂直荷载作用下的内力图Dmin在A柱的情况：

由于结构对称，故只需将A柱与B柱的内力对换，并注意内力变号即可。

（b）吊车水平荷载作用下

Dmin从左向右作用在A、B柱的情况（图2.112中吊车水平荷载作用下）的内力，可按如图

2.116a所示简图推导的下列公式计算：

- 13 -

TTA= VTB= ?(1??)C5Tmax

由式中C5可按附录Ⅰ的附图1.4~1.6的公式计算： 当y=0.6Hl时，由附图1.4中的公式

?0.416??0.416?2?1.8???3??0.2?2?1.8?0.295?0.2953???0.2??n???n??0.67

C5????1???1??2?1??3???1?2?1?0.2953????1?n0.15????????当y=0.7Hl时，由附图1.5中的公式

?0.243??0.243?2?2.1???3??0.1?2?2.1?0.295?0.2953???0.1??n???n??0.62C5? ????11????2?1??3???1?2??1?0.2953????1??n???0.15????

当y=0.684Hl时，用内插法求得

G?0.67?5?0.67?0.62??0.084?0.6820.1max5

V?T???1???CTTATB???1?0.9??0.628?20.2??1.27kN???

相应的弯矩图如图2.116a所示。

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图2.116 吊车水平荷载作用下的弯矩图

Tmax从右向左作用在A，B柱的情况：

在这种情况下，仅荷载方向相反，故弯矩值仍可利用上述计算结果，但弯矩图的方向与之相反（图2.116b）。

（4）风荷载

（a） 风从左向右吹（图2.117a）

先求柱顶反力系数C11，当风荷载沿柱高均匀分布时，由附图1.8中的公式

?1??1?1??4??1?1?0.2954??1? 33?n????0.15??1.95C??8?1?8?1?1??3??1?1?0.2953??1??n??0.15?11对于单跨排架，A，B柱顶剪力

V?0.5?F?CH?q?q???0.5?28.86?0.34?12.9??2.54?1.59???16.5kN???Bw11212

V?0.5?F?CH?q?q???0.5?28.86?0.34?12.9??2.54?1.59???12.3kN???

Aw11212（b）风从右向左吹（2.117b）

在这种情况下，荷载方向相反，弯矩图的方向与风从左向右吹的方向相反（图2.117b）

4、最不利内力组合

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由于结构对称，只需对A（或B）柱进行最不利内力组合，其步骤如下：

① 确定需要单独考虑的荷载项目。本设计为不考虑地震作用的单跨排架，共有八种需单独考虑的荷载项目，由于小轮无论向右或向左运行中刹车时，A，B柱在Tmax的作用下，其内力大小相等而符号相反，在组合时可列为一项。因此，单独考虑的荷载项目共七项。

②将各种荷载作用下设计控制截面（1-1，2-2，3-3）的内力M，N（3-3截面还有剪力V）填入组合表（表2.30）。填表时要注意有关内力符号的规定。

③根据最不利又最可能的原则，确定每一内力组的组合项目，并算出相应的组合值。计算中，当风荷载与活荷载（包括吊车荷载）同时考虑时，除恒荷载外，其余荷载作用下的内力均乘以0.85的组合系数。

图2.117 风荷载作用下的内力简图

排架柱全部内力组合计算结果列入表2.30。

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表1。 排架柱内力组合表

荷载项目 内力 M (KN·m) 1-1 N (KN) 451.7 70.6 0 0 0 0 0 M 2-2 N 480.5 70. 6 588 147 0 0 0 M 62.9 6.1 42 -93 ±370 -345.1 191.7 0 ±19.0 0 0 3-3

恒荷载屋面活荷载 Dmax在A柱 ③ 吊车荷载 风荷载 内力组合 G1 G2 G3 G4 ① 柱号截面Q1 Dmin在A柱 ④ Tmax 左风 右风 Nmax及M,V Nmin及M,V Mmax及N,V A ② ⑤ ±19.4 ⑥ ⑦ 项目 组合值 -33 项目 组合值 -89.5 项目 组合值 -89.5 ①+0.9×64.3 -74.2 ①+0.9×30.9 3.5 -48 -43 ①+++ ②③⑤（③⑤⑦）（③⑤⑦）①++ ++522.3 451.7 451.7 +0.9×-66.8 -10.6 158 8 ±19.5 64.3 -74.2 ①②③⑤100 -141 138.7 +++ ①+ 柱⑦（③⑤⑥）++ N 593.2 70. 6 588 147 V 14.3 1.8 -12.7 -11.3 45.1 -31 1139 480.5 980.3 1+0.9×302.7 433 581.3 ①+++ ②③⑤1251.8 ①+ ⑥593.2 （②③⑤1153 +++22.1 59.4 ⑥）59.4 5、排架柱设计

（1）柱截面配筋计算

（a）最不利内力组合的选用

由于截面3-3的弯矩和轴向力设计值均比截面2-2的大，故下柱配筋由截面3-3的最不利内力组合确定，而上柱配筋由截面1-1的最不利内力组合确定。经比较，用于上，下柱截面配筋计算的最不利内力组合列入表2.31。

(b)确定柱在排架方向的初始偏心距ei、计算厂l0及偏心距增大系数?（表2.31）

- 17 -

表2.31 柱在排架方向ei、l0、? 截面 1-1 内力组 -33 522.28 -89.5 451.68 433 593.18 e0 (mm) 63 198 730 h0 (mm) 365 365 765 765 83 ei (mm) ?1 l0 (mm) (mm) 400 400 800 800 h ?(mm) 20.960 0.960 0.908 1.000 ? 1.882 1.414 1.384 1.133 3-3 M (Kn·m) N (Kn) M N M N M N 0.81 7600 1 1 1 7600 19350 9100 218 756 530 581.25 504 1153 表中：①e0=M/N ②ei?e0?ea；

③ea取20mm和h/30的较大值；

④??0.2?2.7ei,??1.0时，取??1.0；

111h0⑤?2?1.15?0.01l0,l0?15时，?2?1.0，考虑吊车荷载l0=2.0Hu（上柱）， l0=1.0Hu（下柱），

hh不考虑吊车荷载l0=1.5H；

??2??KM2?l0?⑥??cm?1? ???1?2?,cm?0.7?0.3ehM???11400i???h0??（C）柱在排架平面内的配筋计算（表2.32）

表2.32 柱在排架平面内的截面配筋计算 截 面 内力组 ei (mm) η e x (mm) (mm) 321 91 ζbh0 (mm) 偏心 情况 As=As′(mm2 ) 计算值 13.6 实配值 1-1 M（kN·M） N(kN) M N -33 522.28 89.5 451.68 433 83 1.882 0.55×大偏365=201 心 218 1.414 473 79 201 大偏心 大偏672.3 763 （3@18） 1964

M 756 1.384 1411 - 18 -

104 0.55×1885

3-3 N M N 593.18 581.25 1153 530 1.133 965 33 765=421 421 心 大偏心 1240 (4@25)

表中：①ei、?见表2.31； ②e??ei?h； 2?as③x,上柱x?NNN?1fc??1?14.3?,下柱 b4005720当N?b'fh'f?1fc时，x?Nb'f?1fc'f?N； 5720当N?bh'f'f?1?N??bf时，x?c?bh'f?1fc?b?1fc???N??400?100?158?1?1.43??100?1?1.43N?474； 1430x?x???Ne?bx?h0???fcNe?5720x?h0???fc2?2???④As、As',上柱 x??bh0, As?As'?; ?'99000fyh0??s??下柱 当

2?s'?x?h'f时（取

?s??s'?35mm）,

x?x???Ne?h'fx?h0???1fcNe?5720x?h0??2?2???' As?AS??'219000fyh0??s??

当?bh0?x?hf时

'???x?x?x?????Ne??b'f?bh'f?h0???bx?h0???1fc?Ne??31050000?1430x?765???2?2?2?????????'； As?AS?'219000fyh0??s????hNe'Ne'''e??e???上柱或下柱 当x?2?时，As?A?， ?is'2300?h0?35?fyh0??s's'S??（d）柱在排架平面外承载力计算

上柱Nmax=494.5kN，当不考虑吊车荷载时，按表2.22。

l0=1.2H=1.2×12900=154800mm,l0/b=15480/400=38.7, 查《混凝土规范》知φ=0.35，As=As′=763mm2

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fA?2fA)?0.35?(14.3?400?400N ?2?300?603)?927430N?927.4KN?N?494.5KN(可以）u??('ccysmax下柱

Nmax?1059KN，当考虑吊车荷载时，查表２.2２，

l0?1.0H?9100mm,I?Il?1.729?109mm,4A?400?800?2?(450?500)?i?1502?177500mm2 I?lA?1.729?101.775?1095?9740?99mml0i9100?92.099查表《混凝土规范》表７.３.１，??0.588,As?A's?1964mm,故

2Nu?0.588?(15?177500?2?300?1964)?2258KN?Nmax?1153KN(可以）（2）裂缝宽度验算

截面３－３，当Ｍ＝３２１.３ＫＮ·ｍ，Ｎ＝５３７.５ＫＮ，相应的

e0?598mm, eh00?598?0.78?0.55，故应作裂缝宽度验算。1-1截面因e0?0.55, 765h0因而不作此项验算。

由内力组合表可知，验算裂缝宽度的荷载标准组合值

Mk62.92370???316.7KN·m

1.21.4kNk?593.18?494.3KN 1.2e0?teMN??AA ??ks316.7?0.641m494.31964?0.023?0.5?100?800?(400?100)?150?22

et?s?1??l0???e?h?4000h1000?1??15480??641?4000??800?7651?1.11e??es?h800?as?1.14?641??35?1059mm22

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则纵向受拉钢筋

A合力点至受压区合力作用点间的距离为

s

2??'??h0?z??0.87?0.12(1?)??h0?f???e???? 2??765???400?100??150????765?637mm??0.87?0.12?1??????100?765??1059????????纵向受拉钢筋

A的应力

sk2s?sk?N?e?z??494300??1059?637??167N

mm1942?637Az0.65te裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数 ??1.1?f???tksk?1.1?0.65?2.01?0.76

0.023?167故最大裂缝开展宽度为

?22???2.1?0.76?167??1.9?25?0.08??? 5 ???0.023??te2.0?Es?10??0179mm?0.3mm(满足要求）??max???crsk?1.9c?0.08deq(3) 柱牛腿设计

（a）牛腿几何尺寸的确定

牛腿截面宽度与柱宽相等，为400mm，若取吊车梁外侧至牛腿外边缘的距离c1?80mm吊车梁端部为340mm，吊车梁轴线到柱外侧的距离为750mm，则牛腿顶面的长度为750-400+

c?80mm相应牛腿水平截面高为600+400=1000mm，牛腿外边缘高度h11?500mm，倾角α=450，

于是牛腿的几何尺寸如图2.118所示。

(b)牛腿配筋

由于吊车垂直荷载于下柱截面内，即a=750—800= —50〈0，故该牛腿可按构造要求来配筋纵向钢筋取4?16，箍筋取?8@100 (图2.118)

- 21 -

φφ8图2.118 牛腿的几何尺寸及配筋示意图

(c)牛腿局部挤压验算

设垫板的长和宽为400mm×400mm，局部压力标准组合植

Fvk?Dmax,k?G4K?故局部压应力为

58861.2??471KN 1.41.2?Fvk47100??2.9Nmm2?0.75skA400?400?0.75?14.3?10.73Nmm2?fc

（4）柱的吊装演算

(a)吊装方案：一点翻身起吊，吊点设在牛腿与下柱交接处（图2.119） (b)荷载计算

上柱自重 g1?1.2?1.5?25?0.4?0.4?7.2KNmm

牛腿自重

10.4?(1.0?0.7??0.22)2g2?1.2?1.5?25?17.5KNmm0.7下柱自重 g3?1.2?1.5?25?0.1775?8.0KN计算简图如图2.119b所示。 (c)内力计算

mm

1M1??7.2?3.82?52KN?m211M2??7.2?4.52??(17.5?7.2)?0.72?75.4KN?m- 22 - 22

175.4M3??8.0?9.22??46.9KN?m82弯矩图如2.119所示。

(d)截面承载力计算

截面1-1：b?h?400mm?400mm,h?365mm,As?0

故截面承载力

A's?763mm2,fy?300Nmm2

Mu?Af(h?asy0's)?763?300?(365?35)

?76.KN?m?M?52KN?m(可以)

截面2-2：

b?h?400mm?800mm,h0?765mm,As?As?1964mm2,

故截面承载力

'f?300Nmm2 yMu?Af(h?asy0's)?1964?300?(765?35)

?430KN?m?M?75.4KN?m(可以)

(e)裂缝宽度演算

故承载力计算可知，裂缝宽度演算截面1-1即可。钢筋应力如下：

- 23 -

柱顶基顶　φ　φ　φφφ图2.119 柱吊装演算简图?sk52000000Mk1.2???179Nmm2 0.87Ash00.87?763?365

按有效受拉混凝土面积计算的纵向钢筋配筋率

?te?AS763??0.0095?0.01,取??0.010.5bh0.85?400?400

??1.1?故?0.56ftk?te?sk?skEs?1.1?0.65?2.0?0.3740.01?179max??cr?(1.9c?0.08deq?te)?2.1?0.374?17922

(1.9?25?0.08?)50.012.0?10?0.157mm?0.3mm(可以)实际上吊装阶段荷载为短期作用，最大裂缝宽度应为0.252/1.5=1.168mm，满足要求，对柱若采用平卧起吊，承载力和裂缝宽度将均不满足要求。

6、基础设计

（1）荷载计算 (a)由柱传至基顶的荷载 由表2.30可得荷载设计植如下：

- 24 -

第一组 Mmax?581.25KN?m,N?1153KN,V?59.4KN

第二组 Mmax??433KN?m,N?593.8KN,V??59.35KN

第三组 Mmax?1251.78KN?m,N?302.7KN,V?22.27KN (b)由基础梁传至基顶的荷载

墙重（含两面刷灰）1.2???14.3?0.45?0.35??6?4??5.1?1.8???5.24?367.9KN 窗重（钢框玻璃窗） 1.2??4?5.1?4?1.8??0.5?16.56KN 基础梁 1.2??0.2?0.3?0.45?6?25?20.3KN 2 G5?404.76KN 由基础梁传至基础顶面荷载设计值为：

G5对基础地面中心的偏心距e5?0.30.8??0.55m 22G5e5??404.76?0.55??222.6KN

(C)作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力设计值分别为

假定基础高度为800+50+250=1100mm，则作用于基底的弯矩和相应基顶的轴向力设计值：

Mbot?581.25?1.1?59.4?222.6?423.99KN?m第一组

N?1153?404.76?1557.76KN 第二组 第三组

Mbot??433?1.1?59.35?222.6??275.69KN?m

N?593.8?404.76?998.56KNMbot?302.7?1.1?22.27?104.6KN?m

N?1251.78?404.76?1656.54KN

基础的受力情况如图2.120所示。

- 25 -

图2.120 基础底面尺寸的确定

① 基底尺寸的确定

由第二组荷载确定l和b

A??1.1~1.4?998.56??5.36~6.83?mm2

240?20?1.6ll?1.5,由?1.5A?lb?6.84mm2,解得b?2.14m bb取b?2.5m;l?1.5?2.3?3.5m取l?4.0m取演算e0?

l的条件 6e0?Mbot423.99?Nbot1557.76?22?2.5?4?1.6l4??0.241m???0.667m?可以- 26 - 66

验算其他两组荷载设计值作用下的基底应力

第一组

MNbotbotpmax?????Gd?bot? AWAW 998.56275.69?20?1.6??99.9?32?41.4 12.5?42?2.5?3.7 6 ?173KNm2?1.2f?1.2?200?240KNm2?可以?

2 ?99.9?32?41.4?90.5KN?0minNM

第三组

PPm?99.9?32?131.9KNmm2?f?200KNm2（可以）

P ?max1656.54104.6?20?1.6??165.7?32?15.7122.5?4?2.5?46213KNm2?1.2f?1.2?200?240KNm2(可以）Pmin?99.9?32?15.7?116.2KNPm?99.9?32?131.9KNm2m2＞0(可以)

?200KNm2因为该车间属于可不作地基变形计算的二级建筑物，所以最后确定基底尺寸为2.3m×3.7m（图2.120）。

（2）确定基底的高度

前面已初步确定基础的高度为1.1m，如采用锥形杯口基础，根据构造要求，初步确定的基础剖面尺寸如图2.121所示。由于上阶底面落在柱 边破坏锥面之内，故该基础只须进行变阶处的抗冲击切力验算。

（a） 在个组荷载设计值作用下的地基最大净反力 第一组 Ps,max?1558?424?371.6KN8.515.248第二组 Ps,max?第三组 Ps,max?

- 27 -

m2

998.56275.69??169.5KN8.515.2481656.5104.6??214.6KN8.515.248mm22

抗冲切计算按第二组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。

图2.121 基础抗冲切演算简图 （b） 在第一组荷载作用下的冲切力 冲切力近似按最大地基净反力 Ps1?

Ps,max计算 ，既取

2Ps,max?371.6KNm

由于基础宽度b=2.5m，小于冲切锥体底边宽

P?2h101?1.25?0.71?2?2.67m故

?ll?2?41.7?A???1?h01?b????0.71??2.5?1.1m?22?2?2???

?A?371.6?1.1?409KNFlPs,max(c)变阶处的抗冲切力

由于基础宽度小于冲切锥体底边宽，故

bm?b?btb?F?l2?0.7?h?1.25?2.5?1.875m 2fbmh0?0.7?1.0?0.91?1875?710?848KN?FL?409KNt（满足要求）因此，基础的高度及分阶可按图2.121所示的尺寸采用。

- 28 -

（3）基底配筋计算

包括沿长边和短边两个方向的配筋计算，由前述三组荷载设计植作用下最大地基净反力的分析可知，应按第一组荷载设计值作用下的地基净反力进行计算。而沿短边方向，由于为轴心受压，其钢筋用量按第三组荷栽设计值作用下的平均地基净反力进行计算。

（a） 沿长边方向的配筋计算

在第二组荷载设计值作用下，前面已算得Ps,max?371.6KN（图2.122a）：

m2，相应于柱边及变阶处的反力

1557.76423.990.4???80.3KN8.515.2481.85

1557.76423.990.85ps2?8.51?5.248?1.85?264KNPs1?mm2 2则 21????M148Ps.maxPS?l?hc?2b?bc??G5e5

2 1?371.6?80.3?4?0.8?2?2.5?0.4??404.76?0.55?297.7KN?m?48

6297.7?102M ????1045mmAS?0.9f0.9?300?1055 yh021 ???2?2.5?1.25??438KN?m?371.6?2644?1.7M?48

6438?102 ??2284mmAS?0.9?300?710

??????

选用15φ14（φ14@220）AS?2308.5mm2?2284mm2（可以） （b） 沿短边方向的计算

在第三组荷载设计值作用下，均匀分布的地基土净反力（图2.122b）

- 29 -

　φ　φ图2.122 基底配筋计算简图

P

sm?MA?N1656.52??195KNmmA8.5121??99.9?2.5?0.4?2?4?0.8??162KN?m24?6?2S??162?10MA40.9?300?10451??99.9?2.5?1.724?573mm2

???2?4?1.25??25KN?m2s4?25?1060.9?300?645?144mm选用19φ10（φ10@220），As?1491.5mm2?573mm2（可以）

基础底面沿两个方向的配筋如图2.122c所示，由于长边l大于3m，其钢筋长度可切断10%，如交错布置，钢筋可用同一编号。

单层厂房排架柱（Z-1）和基础（J-1）的模板及配筋施工详图见图2.123。

- 30 -

大连理工大学

钢筋混凝土结构设计

姓

名：王方良

学 号：201203238297

钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计任务书

一、 设计题目 单向板肋梁楼盖设计 二、 设计内容

1、结构平面布置图：主梁、次梁及板的布置 2、板的强度计算（按塑性内力重分布计算） 3、次梁强度计算（按塑性内力重分布计算） 4、主梁强度计算（按弹性理论计算） 5、绘制结构施工图

（1）、板的配筋图（1：100） （2）、次梁的配筋图（1：50）

- 31 -

（3）、主梁的配筋图（1：50）及弯矩M的包络图 三、 设计资料

1、楼面的活荷载标准值为3.0kN/m2

2、楼面面层水磨石层厚30mm，重力密度为25kN/m3；25mm厚混合砂浆抹底，重力密度为18 kN/m3；钢筋混凝土现浇板，重力密度为25kN/m3。 3、材料选用： （1）、混凝土： C30

（2）、钢筋：梁内纵向受力筋用HRB335级钢筋，其它钢筋采用HPB235级。 （3）、板伸入墙内120mm，次梁伸入墙内240mm，主梁伸入墙内370mm。 （4）、主梁跨度6.6m，次梁跨度5.1m。

二．现浇钢筋混凝土单向板肋梁楼盖设计计算书

（一）平面结构布置：

１、确定主梁的跨度为6.6m,次梁的跨度为4.8m,主梁每跨内布置两根次梁,板的跨度为2.2m。楼盖结构布置图如图1所示。

- 32 -

图1 楼面结构布置简图

２、按高跨比条件，当h?1l?55mm时，满足刚度要求，可不验算挠度。对40于工业建筑的楼盖板，要求h?80mm，取板厚h?80mm。 3、次梁的截面高度应满足 h?(h?400mm， 则b?(11～)l?(250～375)mm，根据经验取121811～)h?(133～200)mm，取b=200mm。 23114、主梁的截面高度应该满足h?(～)l?(440～660)mm，取h?650mm，则

101511h?(～)h?(217～325)mm，取b?300mm。

23（二）板的设计（按塑性内力重分布计算）： 1.荷载计算如表1所示：

表1 板的荷载计算

板的永久荷载标准值 活荷载标准值

30mm厚水磨石面层 0.03×25=0.75KN/㎡ 80mm钢筋混凝土现浇板 0.08×25=2KN/㎡ 25mm厚混合砂浆抹底 合计 0.025×18=0.45KN/㎡ 3.2KN/㎡ 3.0KN/㎡ 永久荷载分项系数取1.2，可变荷载分项系数取1.4

- 33 -

永久荷载设计值（g） 可变荷载设计值（q） 荷载设计总值（g+q） 3.2×1.2=3.84KN/㎡ 3.0×1.4=4.2KN/㎡ 8.04KN/㎡ 2. 板的尺寸及支承情况 如图2所示

因跨度相差小于10﹪，可按等跨连续板计算。取1m宽板作为计算单元，计算简图如图 1—2所示。

120 2220 200 2200 200 2200 2040 1840 2040 板的几何尺寸

图2 板的尺寸及支承情况图

次梁截面200×400mm，板在墙上支撑长度为120mm。 按塑性内力重分布设计，板的计算边跨：

边跨：l0= ln+h/2=2200-100-120+80/2=2020 <1.025ln=2029.5mm,

取l0=2020mm

中间跨：l0 = ln =2200-200=2000mm

板为跨数超过五跨的等截面连续板，但边跨和中间跨跨度相差小于10%，可按五跨等跨连续板计算，取1m宽板带为计算单元，其计算简图如图3所示。

- 34 -

3、内力计算及配筋：

由表11-1可查得，板的弯矩系数αm分别为：边跨中为1/11;离端第二支座为-1/11;中跨中为1/16;中间支座为-1/14,则有 M1=－MB=1/11（g+q）l0 2=1/11×8.04×2.022=2.982KN·m M2=M3=1/16（g+q）l0 2=1/16×8.04×2.002=2.01 KN·m Mc=－1/14（g+q）l0 2=－1/14×8.04×2.002=－2.297KN·m

取1m宽板带作为计算单元，b=1000mm，混凝土C30,板的最小保护层厚度为C=15mm，板厚h=80mm，h0=80-20=60mm；α1=1.0,fc=14.3KN/mm2；HPB235，fy=210N/mm2。

板的配筋计算过程如表2所示

表2 板的配筋计算表

截面 M（kN?m） 2 M??(g?q)l01 M1 2.982 B MB -2.982 2 M2 2.01 51.48 C Mc 0.8Mc 0.8M2 1.608 -2.297 -1.838 ?1fcbh02（kN?m） ?s?M ?1fcbh020.058 0.058 0.039 0.031 0.045 0.036 ??1?1?2?s 0.06 0.06 0.04 0.033 0.046 0.037 (??b?0.614) ?s?1?0.5? As?M/?sfyh0（mm） 20.97 243.9 Φ6/8@160 Φ6/8@160 0.97 243.9 Φ6/8@160 Φ6/8@160 0.92 173.4 0.934 136.6 0.908 200.8 0.926 157.5 选钢筋 实际配

①～②轴线 ⑤～⑥轴线 ②～⑤轴线 ①～②轴线 ⑤～⑥轴线 Φ6/8@160 Φ6/8@160 Φ6/8@160 Φ6/8@160 246mm2 246mm2 - 35 -

246mm2 246mm2

筋 验算：

②～⑤轴线 246mm2 245mm2 1246mm2 246mm2 p=As/bh=251/1000*80=0.3138%>0.45ft/fy=0.45*1.43/210=0.306%，满足。

位于次梁内跨上的板带，其内区格四周与梁整体连接，故其中间跨的跨中截面（M2、M3）和中间支座（Mc）计算弯矩可以减少20%，其他截面则不予以减少。 4、确定各种构造钢筋： ⑴分布筋选用Φ6/8@160。

⑵嵌入墙内的板面附加钢筋选用Φ6/8@160。 ⑶垂直于主梁的板面附加钢筋选用Φ6/8@160。

⑷板角构造钢筋:选用 6/8@160,双向配置板四角的上部。 5、绘制板的配筋示意图：采用弯起式筋,详见板的配筋图. （三）、次梁设计（按塑性内力重分布计算）： 1、次梁的支承情况如图

所示：

图4 次梁的支承情况图

2、次梁荷载计算如表3所示：

- 36 -

4

表3 次梁的荷载计算表

板传来的永久荷载 次梁自重 次梁粉刷 永久荷载设计值（g） 可变荷载设计值（q） 荷载设计总值（g+q） 注：永久荷载分项系数取1.2

3.84×2.2=8.448KN/m 0.2×(0.4-0.08)×25×1.2=1.92 KN/m 0.025×(0.4-0.08)×2×18×1.2=0.3456KN/m 8.448+1.92+0.3456=10.71KN/m 4.2×2.2=9.24KN/m 19.95KN/m 3、确定计算跨度及计算简图。

次梁在墙上的支承长度为240mm，主梁截面300×650mm。 边

跨

：

l0=

ln+a/2=5100-300/2-120+240/2=4830<1.025ln

=1.025*4850=4971mm,取l0=4830mm 中间跨：l0 = ln =5100-300=4800mm

边跨和中间跨跨度相差小于10%，可按等跨连续板计算，取1m宽板带为计算单元，其计算简图如图5所示。

由表11-1可查得，板的弯矩系数α

mb

分别为：边跨中为1/14;第一内支座为

-1/11;中间跨中为1/16;中间支座为-1/14,则有

- 37 -

M1=－MB=1/11（p+q）l0 2=1/11×19.95×4.832=42.31KN·m M2=M3=1/16（p+q）l0 2=1/16×19.95×4.82=28.73KN·m Mc=－1/14（p+q）l0 2=－1/14×19.95×4. 82=－32.83KN·m 由表11-3可查得，板的剪力系数α

vb

分别为：边支座右侧为0.45;第一内支

座左侧为0.60;第一内支座右侧、中间支座为0.55,则有 VA=0.45（p+q）ln =0.45×19.95×4. 83=43.36KN VBl=0.60（p+q）ln =0.60×19.95×4. 83=57.82KN VBr=0.55（p+q）ln =0.55×19.95×4. 8=52.67KN 4、截面承载力计算：

⑴、次梁跨中按T型截面计算，其翼缘宽度取下面两者中较小者： bf＇=l/3=5100/3=1700mm

bf＇=b+sn=200+2000=2200mm,故取bf＇=1700mm。

判断各跨内截面属于哪一类型T型截面：取h0=400-35=365mm，则有： α1fc bf＇hf＇（h0- hf＇/2）=1.0×14.3×1700×80×（365-40）= 632.7 KN·m> M1> M2，均属第一类T型截面。

⑵、支座截面按矩形截面计算，离端第二支座B按布置两排纵向钢筋考虑，取h0?400?60?340mm，其他中间支座按布置一排纵向钢筋考虑。 取h0?365mm

混凝土为C30, α1=1.0,fc=14.3KN/mm2；纵向钢筋采用HRB335钢筋，fy=300N/mm2。

次梁正截面承载力计算过程如表4所示。

表4 次梁正截面承载力计算表

截 面

1 B - 38 -

2 C

弯矩M(kN?m) ?1fcbh或?1fcb'fh02 2042.31 1.0?14.3?1700?3652-42.31 1.0?14.3?200?340228.73 1.0?14.3?1700?3652－32.83 1.0?14.3?200?3652?3.2387?106 ?330.62?106 ?3.2387?106 ?381.02?106 ?s??s?M或2?1fcbh0M2?1fcb'fh00.013 0.128 0.009 0.086 ??1?1?2?s 0.013 0.137 0.008 0.074 (??b?0.350) ?s?1?0.5? As?M/?sfyh0 0.993 349.1 214+114（弯1） 0.941 369.4 214+112（弯1） 461 0.993 237.5 214（弯1） 308 0.963 277.9 214+114（弯1） 461 选用钢筋 实际钢筋截面面积（mm2） 461 ⑷、次梁斜截面承载力

混凝土C30, ft=1.43N/mm2；箍筋采用HPB235，fyv=210 N/mm2； hw= h0- hf＇=340-80=260，因hw /b=260/200=1.3<4,属于厚腹梁。 次梁斜截面承载力计算过程如表5所示。

表5 次梁斜截面承载力计算表

截 面 剪力V(kN) 0.25?cfcbh0(kN) Vc?0.7ftbh0(kN) 箍筋肢数、直径 A 43.361 261.0?V 截面满足 B左 57.82 243.1?V 截面满足 B右 52.67 241.3?V截面满足 C 49.64 261.0?V截面满足 70.073?V 按构造配置 68.068?V 按构造配置 68.068?V70.073?V按构造配置 按构造配置 2 6 56.6 2 6 56.6 2 6 56.6 2 6 56.6 Asv?nAsv1 - 39 -

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