鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋課程設(shè)計計算書

1、課程設(shè)計計算書課程名稱：水工鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)題目名稱：單向板整澆肋形樓蓋設(shè)計教學班號：1班目錄一、設(shè)計資料2二、樓蓋結(jié)構(gòu)平面布置及截面尺寸確定2三、板的設(shè)計（按塑性內(nèi)力重分布計算）43.1 荷載計算43.2 板的計算簡圖53.3 內(nèi)力計算及配筋5四、次梁的設(shè)計（按塑性內(nèi)力重分布計算）74.1 荷載計算74.2 次梁的計算簡圖74.3 內(nèi)力計算及配筋8五、主梁設(shè)計（按彈性理論計算）105.1 荷載計算105.2 主梁的計算簡圖115.3 內(nèi)力計算及配筋11鋼筋混凝土單向板肋梁樓蓋課程設(shè)計計算書一、設(shè)計資料（1）該建筑位于非地震區(qū)。（2）3級水工建筑物，基本荷載組合。（3）結(jié)構(gòu)環(huán)境類別一類。（4）樓

2、面做法：20mm厚水泥砂漿（重度為20KN/m³）面層，鋼筋混凝土現(xiàn)澆板（重度為25KN/m³），12mm厚紙筋石灰（重度為17KN/m³）粉底。（5）樓面可變荷載標準值為4KN/。（6）材料：混凝土采用C25；梁內(nèi)縱向受力鋼筋采用HRB400鋼筋，板內(nèi)縱向受力鋼筋采用HRB335鋼筋，其他鋼筋采用HPB235鋼筋。（7）外墻厚度為370mm，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。（8）鋼筋混凝土柱截面尺寸為350mm×350mm。二、樓蓋結(jié)構(gòu)平面布置及截面尺寸確定1、主梁和次梁布置主梁沿橫向

3、布置，次梁沿縱向布置。主梁跨度為6.9m，次梁跨度為6.0m，板的跨度為2.3m，L02/L01=6.9/2.3=3，按單向板設(shè)計。按高跨比條件，要求板的厚度h2300×1/40=57.5mm，對于工業(yè)建筑的樓蓋板，要求h80mm，所以取板厚為80mm。次梁的高度要求h=L02（1/181/12）=333mm500mm，考慮到樓面的活荷載比較大，取h=450mm，寬度b=h（1/31/2）=150mm225mm，取b=200mm。主梁的高度要求h=L01（1/151/10）=460mm690mm，取h=650mm，寬度b=h（1/31/2）=217mm325mm，取b=300mm。樓

4、蓋的結(jié)構(gòu)平面布置圖見圖1。圖 1 樓蓋結(jié)構(gòu)平面布置圖三、板的設(shè)計（按塑性內(nèi)力重分布計算）3.1 荷載計算板的恒荷載標準值(取寬板帶計算)： 20mm厚水泥砂漿 0.02×20×1=0.4KN/m 80mm厚鋼筋混凝土現(xiàn)澆板 0.08×25×1=2.0 KN/m 12mm厚紙筋石灰 0.012×17×1=0.204 KN/m 小計 恒荷載：gk=2.604 KN/m活荷載：qk=4 KN/m恒荷載分項系數(shù)取1.05，活荷載分項系數(shù)取1.20。于是板的荷載設(shè)計值總值：g+q=1.05gk+1.20qk=1.05×2.604+1.

5、20×4=7.53KN/m3.2 板的計算簡圖次梁截面為，現(xiàn)澆板在墻上的支承長度不小于，取板在墻上的支承長度為。按塑性內(nèi)力重分布設(shè)計，板的計算邊跨：L01=Ln+1/2h=2300-100-120+80/2=21201.025Ln=1.025×（2300-100-120）=2132mm取L01=2120mm；中間跨：L02=Ln=2300-200=2100mm。邊跨與中間跨相差：10% 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，其各跨所受荷載相同，且跨度相差不超過10%時，可按五跨等跨連續(xù)板計算結(jié)構(gòu)內(nèi)力。計算簡圖如圖2所示。 圖 2 板的計算簡圖3.3 內(nèi)力計算及配筋

6、由M=m(g+q)L0²，可計算出、，計算結(jié)果如表1所示。表 1 各截面彎矩截面位置12彎矩系數(shù)mM=m(g+q)L0²（KN·m）1/11×7.53×2.122=3.08-1/11×7.53×2.122/2=3.081/16×7.53×2.12=2.08-1/14×7.53×2.12=2.37板寬；板厚，a=c+5，環(huán)境類別一類c=20，所以a=25。則h0=h-a=80-25=55mm。C25混凝土， fc=11.9KN/mm ²；HRB335鋼筋，fy=300 KN/m

7、m ²。3級水工建筑物，基本組合荷載K=1.20。 根據(jù)各跨跨中及支座彎矩可列表計算如表2所示。表 2 各跨跨中及支座配筋計算截面12M=m(g+q)L0²（KN·m）3.08-3.082.081.664-2.37-1.896s=KM/fcbh0²0.1030.1030.0690.0550.0790.0630.1090.1090.0720.0570.0820.065238238157124179142選配鋼筋軸線軸線819081906/81906/8190軸線819081906/81906/8190實際配筋軸線軸線265mm2265mm2207mm220

8、7mm2軸線265mm2265mm2207mm2207mm2計算結(jié)果表明支座截面處0.85b=0.522均滿足，符合塑性內(nèi)力重分布原則。=As/bh=207/(1000×80)=0.26 %min=0.2%，滿足要求。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(、)和中間支座()計算彎矩可以減少20%，其他截面則不予以減少。四、次梁的設(shè)計（按塑性內(nèi)力重分布計算）4.1 荷載計算由板傳來 2.73×2.3=6.28KN/m 次梁肋自重 0.2×(0.45-0.08) ×25=1.85KN/m次梁粉刷重 0.012×(0.

9、45-0.08) ×2×17 =0.15 KN/m 小計 恒荷載：gk=8.28 KN/m 活荷載：qk=4×2.3=9.2 KN/m恒荷載分項系數(shù)取1.05，活荷載分項系數(shù)取1.20。于是板的荷載設(shè)計值總值：g+q=1.05gk+1.20qk=1.05×8.28+1.20×9.2=19.73KN/m4.2 次梁的計算簡圖塑性內(nèi)力重分布計算時，其計算跨度：次梁在磚墻上的支承長度為240mm，主梁截面為650mm×300mm邊跨：L01=Ln+a/2=6000-240-300/2240/2=5730mm L01=57301.025Ln=

10、1.025×5610=5750mm，取L01=5730中跨：L02= Ln=6000-300=5700mm跨度差：（L01- L02）/ L02=(5730-5700)/5700=0.53 %10%因跨度相差小于10%，可按等跨連續(xù)梁計算，計算簡圖如圖3所示。圖 3 次梁計算簡圖4.3 內(nèi)力計算及配筋由M=m(g+q)L0²可計算出、，計算結(jié)果如表3所示。表 3 各截面彎矩截面位置12mM=m(g+q)L0²（KN·m）1/11×19.73×5.732=58.89-1/11×19.73×5.732=58.891/1

11、6×19.73×5.72=40.06-1/14×19.73×5.72=45.79由V=v(g+q)Ln可計算出、，計算結(jié)果如表4所示。表 4 各截面剪力截面位置v0.450.600.550.55V=v(g+q)Ln(KN)0.45×19.73×5.61=49.810.60×19.73×5.61=66.410.55×19.7×5.7=61.850.55×19.73×5.7=61.85梁高：，；翼緣厚：。次梁跨中按T形截面計算，h´f/h0=80/(450-35)=0.

12、1930.1，獨立T形梁。邊跨：b´f=L0/3=5730/3=1910mm b´f=b+sn=200+(6000/3-240-300/2)=1810mm<1910mm，所以，取b´f=1810mm中間跨：b´f=L0/3=5700/3=1900mm b´f=b+sn=200+(6000/3-300)=1900mm，所以， 取b´f=1900mm判定T形截面類型：C25混凝土， fc=11.9KN/mm ²，ft=1.27 KN/mm ²；縱向鋼筋HRB400，fy=360 KN/ mm ²；箍筋H

13、PB235，fyv=210 KN/ mm ² KM=1.2×58.89=70.668 KN·m fc b´f h´f(h0- h´f/2)=11.9×1900×80×(415-80 /2)=678.3 KN·m>KM故各跨中截面屬于第一類T形截面。（1）支座截面按的矩形截面計算。各截面均只按一排筋布置，次梁正截面承載力計算如表5所示。表5 次梁正截面承載力計算截面1258.89-58.8940.06-45.79s=KM/fc b´f h0²或s=KM/fc b h0&#

14、178;0.0190.1720.0140.1340.0190.1900.0140.144471.76521.29364.90395.08選用鋼筋2B16+1B142B16+1B142B162B16實際鋼筋截面面積555.9555.9402402計算結(jié)果表明0.85b=0.440，符合塑性內(nèi)力重分布。=As/bh0=402/(200×415)=0.48 %min=0.2%，滿足要求。（2）斜截面承載力計算如下所示：hw= h0- h´f=415-80=335mm，因hw/b=335/200=1.675<4，截面尺寸按下式驗算0.25fcbh0=0.25×11.

15、9×200×415=246.92KN>KVmax=1.2×66.41=79.69KN，故截面尺寸滿足抗剪條件Vc=0.7ftbh0=0.7×1.27×200×415=73.79KNKVA=49.81×1.2=59.77KN< VcKVBl=66.41×1.2=79.69KN> VcKVBr=61.85×1.2=74.22KN> VcKVC=61.85×1.2=74.22KN> Vc所以A支座截面不需進行斜截面抗剪配筋計算，只需按照構(gòu)造要求配置箍筋，B、C支座需按計算

16、配置箍筋采用直徑為6mm的雙肢箍筋，Asv=57mm ²Bl支座：由KVBl= Vc+1.25 fyv(Asv/s)h0 S=1.25fyvAsvh0/(KVBl-Vc)=1.25×210×57×415/（79690-73790）=1052mm,取s=200mm=smax，sv=Asv/bs=57/(200×200)=0.14%sv，min=0.10 %滿足最小配筋率要求。Br和C支座：KV= Vc+1.25 fyv(Asv/s)h0 S=1.25fyvAsvh0/(KV-Vc)=1.25×210×57×415/（

17、74220-73790）=14440mm，取s=200mm=smax，sv=Asv/bs=57/(200×200)=0.14%sv，min=0.10 %，滿足最小配筋率要求。故，箍筋選配雙肢6200（3）鋼筋錨固要求伸入墻支座時，梁頂面縱筋的錨固長度按下式計算確定L=La=(fy/ft)d=0.14×360/1.27×16=635mm伸入墻支座時，梁底面縱筋的錨固長度按下式計算確定L=12d=12×16=192mm，取200mm梁底面縱筋伸入中間支座的長度按L>12d=192mm,取200mm縱筋截面斷點據(jù)支座距離L=Ln/5+20d=5610/5

18、+20×16=1442mm,取1500mm。五、主梁設(shè)計（按彈性理論計算）5.1 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： 8.69×6=52.14 KN/m 主梁自重： 0.3×（0.65-0.08）×25=4.28 KN/m 主梁粉刷重： 0.012×(0.65-0.08) ×2×17 =0.23 KN/m小計 恒載：Gk=56.65 KN/m 活荷載：Q=11.04×6=66.24 KN/m恒荷載分項系數(shù)取1.05，活荷載分項系數(shù)取1.20。于是板的荷載設(shè)計值總值：G+Q=1.05GK

19、+Q1.20=1.05×56.65+1.20×66.24=59.48+79.49=138.95KN/m5.2 主梁的計算簡圖柱截面為350mm×350mm，由于鋼筋混凝土主梁抗彎剛度較鋼筋混凝土柱大的多，故可將主梁視作鉸支于鋼筋混凝土柱的連續(xù)梁進行計算。主梁端部支承于磚壁柱上，其支承長度。主梁計算跨度：邊跨：Ln1=6900-240-350/2=6485mm，因為0.025 Ln1=6485×0.025=162mm<a/2=185mm 取 L01=1.025Ln+b/2=1.025×6485+350/2=6822mm 中跨：L02=690

20、0-350=6550mm跨度差：（L01- L02）/ L02=（6822-6500）/6500=4.2%<10%因跨度相差不超過10%，可按等跨梁計算，計算簡圖如圖4所示。圖4主梁計算簡圖5.3 內(nèi)力計算及配筋1、彎矩設(shè)計值：，其中，、可由相關(guān)資料查取，為計算跨度。對于B支座，計算跨度可取相鄰兩跨的平均值。主梁彎矩得計算如表6所示。表 6 主梁彎矩計算項次荷載簡圖0.244/99.00-0.267/-108.340.067/27.18-0.267/-108.340.289/156.72-0.133/-72.12-0.133/-72.12-0.133/-72.12-0.044/-23.8

21、6-0.133/-72.120.200/108.46-0.133/-72.120.229/124.18-0.311/-168.640.170/92.19-0.089/-48.26組合項次+組合值255.72-276.74135.64-156.60彎矩包絡(luò)圖：1)第1、3跨有活荷載，第2跨沒有活荷載支座或的彎矩值為MB=MC=-0.267×59.48×6.686-0.133×79.49×6.686=-176.87KN·m在第1跨內(nèi)以支座彎矩，MB=-176.87KN·m的連線為基線，作G=59.48KN，Q=79.49KN的簡支梁彎矩圖

22、，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點處彎矩值分別為：1/3(G+Q)L0+MB/3=1/3×(59.48+79.49) ×6.822-176.87/3=257.06KN·m(與前面計算的M1,max=255.72 KN·m相近)；1/3(G+Q)L0+2MB/3=1/3×(59.48+79.49) ×6.822-2×176.87/3=198.10KN·m在第2跨內(nèi)以支座彎矩MB=-176.87KN·m，MC=-176.87KN·m的連線為基線，作G=59.48KN，Q=79.49KN的簡支梁

23、彎矩圖，得第集中荷載作用點處彎矩值為：1/3GL0+MB=1/3×59.48×6.55-176.87=-47.01 KN·m2)第1、2跨有活荷載，第3跨沒有活荷載在第1跨內(nèi)以支座彎矩，MB=-276.74 KN·m 的連線為基線，作G=59.48KN，Q=79.49KN的簡支梁彎矩圖，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點處彎矩值分別為：1/3(G+Q)L0+MB/3=1/3×(59.48+79.49) ×6.822-276.74/3=223.77KN·m1/3(G+Q)L0+2MB/3=1/3×(59.48+7

24、9.49) ×6.822-2×276.74/3=131.52KN·m。在第2跨內(nèi)，MC=-0.267×59.48×6.686-0.089×79.49×6.686=-153.48 KN·m。以支座彎矩MB=-276.74 KN·m，MC=-153.48 KN·m的連線為基線，作G=59.48KN，Q=79.49KN的簡支梁彎矩圖，得第1個集中荷載和第2個集中荷載作用點處彎矩值分別為：1/3(G+Q)L0+MC+2/3(MB-MC)=1/3×(59.48+79.49) ×6.82

25、2-153.48+2/3×(-276.74+153.48)=80.36KN·m1/3(G+Q)L0+MC+1/3(MB-MC)= 1/3×(59.48+79.49) ×6.822-153.48+1/3×(-276.74+153.48)=121.45KN·m3)第2跨有活荷載，第1、3跨沒有活荷載MB=MC=-0.267×59.48×6.686-0.133×79.49×6.686=-176.87KN·m第2跨兩集中荷載作用點處的彎矩設(shè)計值為：1/3(G+Q)L0+MB/3=1/3

26、5;(59.48+79.49) ×6.550-176.87/3=137.60KN·m(與前面計算的M1,max=135.64 KN·m相近)。第1、3跨兩集中荷載作用的處的彎矩設(shè)計值分別為：1/3GL0+MB/3=1/3×59.48×6.55-176.87/3=70.91 KN·m1/3GL0+MB/3=1/3×59.48×6.55-2/3×176.87=11.95KN·m根據(jù)以上計算，彎矩包絡(luò)圖如圖5所示。圖 5 彎矩包絡(luò)圖2、剪力設(shè)計值：，其中，其中，、可由相關(guān)資料查取。主梁剪力計算如表7所

27、示。表 7主梁剪力計算項次荷載簡圖0.733/43.60-1.267/-75.361/59.480.866/68.84-1.134/-90.140/00.689/54.77-1.311/-104.211.222/97.14組合項次()+112.44+-179.57+156.62剪力包絡(luò)圖： 1)第1跨VA,max=112.44KN，過第1個集中荷載后為112.44-59.48-79.49=-26.53KN，過第2個集中荷載后為-26.53-59.48-79.49=-165.5KN。VBl,max=-179.57KN，過第1個集中荷載后為-179.57+59.48+79.49=-40.60KN，

28、過第2個集中荷載后為-40.60+59.48+79.49=98.37KN。2)第2跨VBr,max=156.62kn，過第1個集中荷載后為156.62-59.48=97.14KN； 當活荷載僅作用在第2跨時，VBr=1.0×59.48+1.0×79.49=138.97kn，過第1個集中荷載后為138.97-59.48-79.49=0。根據(jù)以上計算，剪力包絡(luò)圖如圖6所示。圖 6 剪力包絡(luò)圖3、主梁正截面和斜截面承載力計算：主梁跨中按T形截面計算，h´f /h0=80/(650-35)=0.13>0.1T形截面的翼緣寬度按下式計算：b´f=L0/3=6900/3=2300mm<b+sn=300+6900/3=6900，故?。涣焊撸?；翼緣厚：。C25混凝土， fc=11.9KN/mm ²，ft=1.27 KN/mm ²；縱向鋼筋HRB400，fy=360 KN/ mm ²；箍筋HPB235，fyv=210 KN/ mm ²判定T形截面類型： =1259KN·m >KMmax =1.2×255.72=306.86 KN·m故各跨中截面屬于第一類T形截面。支座截面按矩形截面計算，離端第二支座B按布置兩排縱向鋼筋考慮，取正截