钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计计算书

1、.课程设计计算书课程名称：水工钢筋混凝土结构题目名称：单向板整浇肋形楼盖设计教学班号： 1 班目录一、设计资料2二、楼盖结构平面布置及截面尺寸确定3三、板的设计（按塑性内力重分布计算）43.1荷载计算43.2板的计算简图43.3内力计算及配筋5四、次梁的设计（按塑性内力重分布计算）6.4.1荷载计算64.2次梁的计算简图74.3内力计算及配筋7五、主梁设计（按弹性理论计算）105.1荷载计算105.2主梁的计算简图105.3内力计算及配筋11钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计计算书一、设计资料（1）该建筑位于非地震区。2（2）3 级水工建筑物，基本荷载组合。（3）结构环境类别一类。（4）楼面做法

2、： 20mm厚水泥砂浆（重度为20KN/m3 ）面层，钢筋混凝土现浇板（重度为 25KN/m3 ），12mm厚纸筋石灰（重度为17KN/m3 ）粉底。（5）楼面可变荷载标准值为4KN/。（6）材料：混凝土采用 C25；梁内纵向受力钢筋采用 HRB400钢筋，板内纵向受力钢筋采用 HRB335钢筋，其他钢筋采用 HPB235钢筋。（ 7）外墙厚度为370mm，板在墙上的搁置长度为120mm，次梁在墙上的搁置长度为240mm，主梁在墙上的搁置长度为370mm。（8）钢筋混凝土柱截面尺寸为350mm×350mm。二、楼盖结构平面布置及截面尺寸确定1、主梁和次梁布置主梁沿横向布置，次梁沿纵向

3、布置。主梁跨度为 6.9m，次梁跨度为 6.0m，板的跨度为 2.3m，L02/L 01=6.9/2.3=3 ，按单向板设计。按高跨比条件，要求板的厚度h 2300×1/40=57.5mm，对于工业建筑的楼盖板，要求 h80mm，所以取板厚为 80mm。次梁的高度要求h=L02（1/181/12 ） =333mm500mm，考虑到楼面的活荷载比较大，取 h=450mm，宽度 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，宽度 b=h（1/31/2 ）=217mm325mm

4、，取 b=300mm。楼盖的结构平面布置图见图1。31234567DDCCBBAA1234567图 1楼盖结构平面布置图三、板的设计（按塑性内力重分布计算）3.1 荷载计算板的恒荷载标准值 ( 取 1m宽板带计算 ) ：20mm厚水泥砂浆0.02× 20×1=0.4KN/m80mm厚钢筋混凝土现浇板0.08× 25×1=2.0 KN/m12mm厚纸筋石灰0.012×17×1=0.204 KN/m小计恒荷载： gk=2.604 KN/m活荷载： qk=4 KN/m恒荷载分项系数取 1.05 ，活荷载分项系数取 1.20 。于是板的荷载设

5、计值总值：g+q=1.05g k+1.20q k=1.05 × 2.604+1.20 × 4=7.53KN/m3.2板的计算简图次梁截面为 200mm 450mm，现浇板在墙上的支承长度不小于 100mm，取板在墙上的支承长度为 120mm。按塑性内力重分布设计，板的计算边跨：4L01=Ln+1/2h=2300-100-120+80/2=2120 1.025L n=1.025 ×（ 2300-100-120 ） =2132mm取 L01=2120mm；中间跨： L02=Ln=2300-200=2100mm。边跨与中间跨相差：212021002120100%0.94

6、% 10%板为多跨连续板，对于跨数超过五跨的等截面连续板，其各跨所受荷载相同，且跨度相差不超过 10%时，可按五跨等跨连续板计算结构内力。计算简图如图 2 所示。g+q=7.53KN/m12221ABCCBA21202100210021002100图 2板的计算简图3.3 内力计算及配筋由 M= m(g+q)L 02 ，可计算出 M 1 、 M B 、 M 2 、 M c ，计算结果如表 1 所示。表 1 各截面弯矩截面位置1B2C弯矩系数 m1/111/111/161/14M= m(g+q)L021/11 × 7.53-1/11 × 7.53 ×1/16 

7、15; 7.53 ×-1/14 × 7.53 ×· m× 2.122=3.08222（KN ）2.12 /2= 3.082.1 =2.082.1 =2.37板宽 b1000mm；板厚 h80mm， a=c+5，环境类别一类 c=20，所以 a=25。则 h0=h-a=80-25=55mm。C25 混凝土， f c =11.9KN/mm2 ；HRB335钢筋， f y =300 KN/mm2 。3 级水工建筑物，基本组合荷载K=1.20。根据各跨跨中及支座弯矩可列表计算如表2 所示。表 2各跨跨中及支座配筋计算截面1B2C5M (kN m)M=m

8、(g+q)L 02（KN· m） s =KM/fcbh02 1 1 2 sAsfcbh0 / f y (mm2 )M 1M BM 20.8M 2M c0.8M c3.08-3.082.081.664-2.37-1.8960.1030.1030.0690.0550.0790.0630.1090.1090.0720.0570.0820.065238238157124179142选配钢筋轴线轴线轴线8 8 6/8190 6/81901901908 8 6/8190 6/8190190190轴线实际轴线配筋轴线2652652072072222mmmmmmmm2652652072072222m

9、mmmmmmm计算结果表明支座截面处0.85 b=0.522 均满足，符合塑性内力重分布原则。=As /bh=207/(1000 × 80)=0.26% min=0.2%，满足要求。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 ( M 2 、M 3 )和中间支座 ( M c ) 计算弯矩可以减少20%，其他截面则不予以减少。四、次梁的设计（按塑性内力重分布计算）4.1 荷载计算由板传来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×(0.45

10、-0.08) ×2×17 =0.15 KN/m小计恒荷载： g =8.28 KN/mk活荷载： qk =4×2.3=9.2 KN/m恒荷载分项系数取 1.05 ，活荷载分项系数取 1.20 。于是板的荷载设计值总值： g+q=1.05g k+1.20q k=1.05 ×8.28+1.20 ×9.2=19.73KN/m64.2 次梁的计算简图塑性内力重分布计算时，其计算跨度：次梁在砖墙上的支承长度为 240mm，主梁截面为 650mm× 300mm 边跨： L01=Ln+a/2=6000-240-300/2 240/2=5730mmL0

11、1=57301.025L n=1.025 ×5610=5750mm，取 L01=5730中跨： L02= L n=6000-300=5700mm跨度差：（ L01- L 02）/ L 02=(5730-5700)/5700=0.53%10%因跨度相差小于10%，可按等跨连续梁计算，计算简图如图3 所示。g+q=19.73KN/m12221ABCCBA57305700570057005730图 3次梁计算简图4.3 内力计算及配筋由 M= m(g+q)L 02 可计算出 M 1 、 M B 、 M 2 、 M c ，计算结果如表 3 所示。表 3 各截面弯矩截面位置1B2Cm1/111

12、/111/161/14M=m(g+q)L 021/11 ×19.73-1/11 ×19.73 ×1/16 × 19.73-1/14 ×19.73×5.73 25.73 2×5.7 2×5.7 2（KN· m）=58.89= 58.89=40.06=45.79由 V= v(g+q)L n 可计算出 VA 、 VBl 、 VBr 、 Vc ，计算结果如表4 所示。7表 4 各截面剪力截面位置ABlBrCv0.450.600.550.55V= v(g+q)L n0.45 ×19.730.60 

13、5;19.73 ×0.55 ×19.70.55 ×19.73(KN)×5.61=49.815.61=66.41×5.7=61.85×5.7=61.85梁高： h 450mm， h0 450 35415mm；翼缘厚： h'f80mm。次梁跨中按 T 形截面计算， hf /h 0=80/(450-35)=0.193 0.1 ，独立 T 形梁。边跨： b f =L0/3=5730/3=1910mmb f =b+sn=200+(6000/3-240-300/2)=1810mm<1910mm，所以，取 bf =1810mm中间跨：

14、 bf =L0/3=5700/3=1900mmb f =b+sn=200+(6000/3-300)=1900mm，所以，取 bf =1900mm判定 T 形截面类型：C25混凝土， f c=11.9KN/mm2 ， f t =1.27 KN/mm 2 ；纵向钢筋 HRB400， f y =360 KN/ mm2 ；箍筋 HPB235，f yv=210 KN/ mm2KM=1.2×58.89=70.668 KN · mf c b f h f (h 0- h f /2)=11.9 ×1900×80× (415-80/2)=678.3 KN 

15、3;m>KM故各跨中截面属于第一类T 形截面。（ 1）支座截面按 bh200mm 450mm的矩形截面计算。各截面均只按一排筋布置，次梁正截面承载力计算如表5 所示。表 5 次梁正截面承载力计算截面1B2CM (kN m)58.89-58.8940.06-45.79 s=KM/fc b f h 02 或 s =KM/fc b0.0190.1720.0140.134h021 1 2 s0.0190.1900.0140.1448Asf cbh0 / f y471.76mm2521.29 mm2364.90 mm2395.08 mm2选用钢筋2B16+1B142B16+1B142B162B16

16、实际钢筋555.9mm2555.9 mm2402 mm2402 mm2截面面积计算结果表明 0.85 b=0.440 ，符合塑性内力重分布。=As /bh 0=402/(200 ×415)=0.48% min=0.2%，满足要求。（2）斜截面承载力计算如下所示：hw= h 0- h f =415-80=335mm，因 hw/b=335/200=1.675<4 ，截面尺寸按下式验算0.25f c bh0=0.25 ×11.9 × 200×415=246.92KN>KVmax=1.2 ×66.41=79.69KN，故截面尺寸满足抗剪条件

17、Vc =0.7f t bh0=0.7 ×1.27 ×200×415=73.79KNKVA=49.81× 1.2=59.77KN< V cKVBl =66.41 ×1.2=79.69KN> V cKVBr =61.85 ×1.2=74.22KN> V cC× 1.2=74.22KN> VcKV =61.85所以 A 支座截面不需进行斜截面抗剪配筋计算，只需按照构造要求配置箍筋，B、C支座需按计算配置箍筋采用直径为 6mm的双肢箍筋， Asv =57mm2Bl 支座：由 KVBl = Vc+1.25 f

18、yv(A sv/s)h 0S=1.25f yvAsv h0/(KV Bl -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 %满足最小配筋率要求。Br 和 C支座： KV= Vc+1.25 f yv (Asv/s)h 0S=1.25f yvAsv h0/(KV-V c)=1.25 × 210×57×415/（74220-73790）=14440mm，取 s=2

19、00mm=smax， sv=Asv /bs=57/(200 ×200)=0.14% sv ，min=0.10 %，满足最小配筋率要求。故，箍筋选配双肢 6200（3）钢筋锚固要求伸入墙支座时，梁顶面纵筋的锚固长度按下式计算确定L=La=(f y /f t )d=0.14 ×360/1.27 ×16=635mm伸入墙支座时，梁底面纵筋的锚固长度按下式计算确定L=12d=12×16=192mm，取 200mm梁底面纵筋伸入中间支座的长度按L>12d=192mm,取 200mm9纵筋截面断点据支座距离L=Ln/5+20d=5610/5+20 ×

20、16=1442mm,取 1500mm。五、主梁设计（按弹性理论计算）5.1 荷载计算为简化计算，主梁自重亦按集中荷载考虑。次梁传来的荷载：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小计恒载： Gk =56.65 KN/m活荷载： Q=11.04×6=66.24 KN/m恒荷载分项系数取1.05 ，活荷载分项系数取1.20 。于是板的荷载设计值总值：G+Q=1.05GK+Q1.20

21、=1.05× 56.65+1.20 ×66.24=59.48+79.49=138.95KN/m5.2主梁的计算简图柱截面为× ，由于钢筋混凝土主梁抗弯刚度较钢筋混凝土柱大的多， 350mm 350mm故可将主梁视作铰支于钢筋混凝土柱的连续梁进行计算。主梁端部支承于砖壁柱上，其支承长度 a 370mm。主梁计算跨度：边跨： Ln1=6900-240-350/2=6485mm，因为 0.025 L n1=6485×0.025=162mm<a/2=185mm取 L 01=1.025Ln+b/2=1.025 ×6485+350/2=6822mm中

22、跨： L02=6900-350=6550mm跨度差：（ L01- L 02）/ L 02=（6822-6500）/6500=4.2%<10%因跨度相差不超过10%，可按等跨梁计算，计算简图如图4 所示。10G=59.48KN/m1B21ACD682265506822图 4 主梁计算简图5.3 内力计算及配筋1、弯矩设计值： Mk1GLk2 QL ，其中， k1 、 k2 可由相关资料查取，L 为计算跨度。对于 B 支座，计算跨度可取相邻两跨的平均值。主梁弯矩得计算如表6 所示。表 6主梁弯矩计算项荷载简图次GGGGQQQQQQQQM max组合项次(kN m)组合值k / M 1k /

23、M Bk / M 2k / M cGG0.244/99.0-0.267/-1080.067/27.1-0.267/-1080.348.34QQ0.289/156. -0.133/-72.-0.133/-72-0.133/-72.7212.1212-0.044/-23-0.133/-72.0.200/108.-0.133/-72.861246120.229/124. -0.311/-1680.170/92.1-0.089/-48.18.64926+255.72-276.74135.64-156.6011弯矩包络图：1) 第 1、3 跨有活荷载，第 2 跨没有活荷载支座 B 或 C 的弯矩值为MB

24、=MC=-0.267 ×59.48 × 6.686-0.133 ×79.49 ×6.686=-176.87KN ·m在第 1 跨内以支座弯矩 M A0 ，MB=-176.87KN·m的连线为基线，作G=59.48KN，Q=79.49KN的简支梁弯矩图，得第 1 个集中荷载和第 2 个集中荷载作用点处弯矩值分别为：1/3(G+Q)L0+M/3=1/3 × (59.48+79.49)×6.822-176.87/3=257.06KN · mB( 与前面计算的 M=255.72 KN·m相近 ) ；1,

25、max1/3(G+Q)L0+2M/3=1/3 ×(59.48+79.49)× 6.822-2 × 176.87/3=198.10KN ·mB在第2 跨内以支座弯矩MB=-176.87KN·m，MC=-176.87KN·m 的连线为基线，作G=59.48KN，Q=79.49KN的简支梁弯矩图，得第集中荷载作用点处弯矩值为：1/3GL0+MB=1/3 ×59.48 ×6.55-176.87=-47.01 KN·m2) 第 1、2 跨有活荷载，第 3 跨没有活荷载在第 1 跨内以支座弯矩 M A0 ，MB=-2

26、76.74 KN·m 的连线为基线，作G=59.48KN，Q=79.49KN的简支梁弯矩图，得第 1 个集中荷载和第2 个集中荷载作用点处弯矩值分别为：1/3(G+Q)L0+M/3=1/3 × (59.48+79.49)×6.822-276.74/3=223.77KN · mB1/3(G+Q)L0+2M/3=1/3 ×(59.48+79.49)× 6.822-2 × 276.74/3=131.52KN ·m。B在第 2 跨内， M=-0.267 ×59.48 ×6.686-0.089 ×

27、;79.49 ×6.686=-153.48 KN · m。C以支座弯矩 M=-276.74KN·m，M=-153.48KN·m的连线为基线，作 G=59.48KN，Q=79.49KNBC的简支梁弯矩图，得第1 个集中荷载和第2 个集中荷载作用点处弯矩值分别为：1/3(G+Q)L0+M+2/3(M -M )=1/3× (59.48+79.49)× 6.822-153.48+2/3×CBC(-276.74+153.48)=80.36KN ·m1/3(G+Q)L0+M+1/3(M -M )=1/3 × (59.

28、48+79.49)× 6.822-153.48+1/3×CBC(-276.74+153.48)=121.45KN·m3) 第 2 跨有活荷载，第 1、3 跨没有活荷载MB=MC=-0.267 ×59.48 × 6.686-0.133 ×79.49 ×6.686=-176.87KN ·m 第 2 跨两集中荷载作用点处的弯矩设计值为：1/3(G+Q)L0+MB/3=1/3 × (59.48+79.49) ×6.550-176.87/3=137.60KN · m ( 与前面计算的 M1,ma

29、x=135.64 KN·m相近 ) 。第 1、3 跨两集中荷载作用的处的弯矩设计值分别为： 1/3GL0+MB/3=1/3 ×59.48 × 6.55-176.87/3=70.91 KN ·m 1/3GL0+MB/3=1/3 ×59.48 × 6.55-2/3 ×176.87=11.95KN· m12根据以上计算，弯矩包络图如图5 所示。257.06223.77198.10131.51137.6070.9180.3611.95-47.0-153.48-244.92-276.74图 5弯矩包络图2、剪力设计值： Vk

30、3Gk4Q ，其中，其中， k3 、 k4 可由相关资料查取。主梁剪力计算如表7 所示。表 7 主梁剪力计算项次荷载简图k /VAk / VB左k / VB右GGGGGG0.733/43.60-1.267/-75.361/59.48Q QQQ0.866/68.84-1.134/-90.140/0QQQQ0.689/54.77-1.311/-104.211.222/97.14组合项次+Vmin ( kN )-179.57156.62112.44剪力包络图：1) 第1跨VA,max=112.44KN，过第 1 个集中荷载后为 112.44-59.48-79.49=-26.53KN ，过第 2 个集

31、中荷载后为 -26.53-59.48-79.49=-165.5KN 。VBl,max =-179.57KN，过第 1 个集中荷载后为 -179.57+59.48+79.49=-40.60KN ，过第 2 个集中荷载后为 -40.60+59.48+79.49=98.37KN 。132) 第 2 跨VBr,max =156.62kn，过第 1 个集中荷载后为156.62-59.48=97.14KN ；当活荷载仅作用在第 2 跨时， VBr =1.0 ×59.48+1.0 ×79.49=138.97kn ，过第 1 个集中荷载后为 138.97-59.48-79.49=0 。根据

32、以上计算，剪力包络图如图 6 所示。156.52138.97112.497.1498.370-26.53-40.60-165.50-179.57图 6剪力包络图3、主梁正截面和斜截面承载力计算：主梁跨中按 T 形截面计算， hf /h 0=80/(650-35)=0.13>0.1T 形截面的翼缘宽度 b'f 按下式计算：f0n'2300mm ；b=L /3=6900/3=2300mm<b+s=300+6900/3=6900，故取 bf梁高： h065035615mm ；翼缘厚： h'f80mm。C25混凝土， f c=11.9KN/mm2 ， f t =1.

33、27 KN/mm 2 ；纵向钢筋 HRB400， f y =360 KN/ mm2 ；箍筋 HPB235，f yv=210 KN/ mm2判定 T 形截面类型：f cbf hf h0hf1.0 11.9 230080 615801259 106 N mm122=1259KN· m >KM=1.2 × 255.72=306.86 KN · mmax故各跨中截面属于第一类T 形截面。14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h065070580mm正截面配筋计算如表8 所示。表 8正截面配筋计算截面1B2M (kNm)257.06-276.74137.60-47.01V0b / 2(kN m)(59.48