单向板肋梁楼盖设计10.docx

混凝土结构

题 目: 现浇钢筋混凝土单向板肋梁楼盖设计

钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计任务书

一、 设计题目
某轻工仓库为钢筋混凝土内框架结构，楼盖平面如图所示。楼层高4.5m，外设楼梯。
试设计该现浇钢筋混凝土楼盖。
二、 设计内容
1、结构平面布置图：柱网、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（1：40；1：20）
（3）、主梁的配筋图（1：40；1：20）及弯矩M、剪力V的包络图

三、 设计资料
1、楼面做法：30mm厚水磨石地面，0.65 kN/m2 . 15mm厚板底抹灰 ，0.25 kN/m2楼面的活荷载标准值为6.5kN/m2
2、钢筋混凝土容重：25 kN/m3
3、材料选用
（1）、混凝土： C15，
（2）、钢筋：主梁及次梁受力筋用HRB400，板内及梁内的其它钢筋可以采用HRB335。
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5.1m,主梁每跨内布置两根次梁,板的跨度为。楼盖结构布置图如下：
２、按高跨比条件，当时，满足刚度要求，可不验算挠度。对于工业建筑的楼盖板，要求，取板厚
3、次梁的截面高度应满足h=(1|18～1|12)L=(333～500)mm，取，取。
4、主梁的截面高度应该满足h=(1|15～1|10)=(400～600mm），h=600mm，取b=300mm。
二、 板的设计（按塑性内力重分布计算）：
1、荷载计算：
板的恒荷载标准值：
取1m宽板带计算：
水磨石面层 0.65 kN/m⒉
80mm钢筋混凝土板 0.08×25=2 kN/m⒉
15mm板底混合砂浆 0.25 kN/m⒉
恒载： g=0.65+2+0.25=2.9 kN/m⒉
活载： q=6.0 kN/m⒉
恒荷载分项系数取1.2；因为工业建筑楼盖且楼面活荷载标准值大于4.0kN/m⒉,以活荷载分项系数取1.3。于是板的设计值总值：
g=2.9×1.2=3.48kN/m⒉ ,q=6.5×1.3=8.45kN/m⒉ =3.48+7.8 =14.76kN/m⒉ 。近似取为15kN/m⒉
2、板的计算简图：
次梁截面为，现浇板在墙上的支承长度不小于120mm，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：
L01=Ln+1/2h=2000-100-120+80/2=1820<1.025ln=1824.5，
取L0=1820 ()
中跨： L02=Ln=2000-200=1800mm
板为多跨连续板，对于跨数超过五跨的等截面连续板，其各跨受荷相同，且跨差不超过10%时，均可按五跨等跨度连续板计算。
计算简图如下图：

3、内力计算：
用塑性内力重分布理论计算，则有α系数如下： 表1.0
支承情况
截 面 位 置
端支座
边跨支座
离端第二支座
离端第二跨中
中间支座
中间跨中
A
1
B
2
C
3
梁板搁支在墙上
0
1/11
两跨连续：-1/10
三跨以上连续：-1/11
1/16
-1/14
1/16
板
与梁整浇连接
-1/16
1/14
梁
-1/24
梁与柱整浇连接
-1/16
1/14
则由可计算出、、、，计算结果如下：
M1=1/11×15×1.82⒉=4.52 kN/m
MB=（-1/11）×15×1.82⒉=-4.52kN/m
M2=1/16×15×1.8⒉=3.03 kN/m
Mc=（-1/14）×15×1.8⒉=-3.47kN/m
中间区隔单向板折减系数为0.8：M2=0.8×3.03=2.42kN/m
Mc=0.8×（-3.47）=-2.77 kN/m
C25混凝土板的最小保护层厚度为c=15mm，板厚80mm则
Fc=19.1N/mm⒉，fy=300N|mm
根据各跨跨中及支座弯矩可列表计算如下：
截面
1
B
2
C

4.52
-4.52
3.03
-3.47

0.066
0.066
0.044
0.050

(ζ≤0.518)
0.068
0.068
0.045
0.051
AS=ζbh0a1fc/fy（mm2）
259.76
259.76
171.9
194.82
①～②轴线
⑤～⑥轴线
计算配筋
259.76
259.76
171.9
194.82
实际配筋
Φ8@170 As=296
Φ8@170 As=296

Φ6/8@170
As=231

Φ6/8@170
As=231
②～⑤轴线
计算配筋
259.76
259.76
171.9×0.8=136.9
194.82×0.8=155.9
实际配筋
Φ8@170 As=296
Φ8@170 As=296

Φ6/8@170
As=231

Φ6/8@170
As=231
对轴线②～④间的板带，其跨内截面2～3和支座的弯矩设计值都可以折减20%，为了方便近似对钢筋面积乘以0.8。
计算结果表明制作截面的截面ζ均小于0.35，符合塑性内力从分布的原则；As|bh=231|（1000×80）=0.28%，此值大于0.45ft|fy=0.45×1.71|300=%，同时大于0.2%.满足最小配筋率的要求。
三、次梁设计（按塑性内力重分布计算）：
1、荷载计算：
由板传来： 3.48×2.0=6.96kN|m
次梁肋自重： 0.2×（0.4-008）×25×1.2=1.92kN|m
次梁粉刷重 0.015×（0.4-0.08）×2×17×1.2=0.196kN|m
恒载： g=11,192kN|m
活载： q=7.8×2.0=15.6kN|m
设计值总值： =11,192+15.6 =26.792kN|m
2、计算简图。
次梁在砖墙上的支承长度为240mm，主梁截面为300mm×650mm，计算跨度：
边跨：l0=ln+a|2=6000-120-300|2+240|2=5850mm＜1.025 ln=1.025×5730=5873.25mm，取l0=5800mm。
中跨： l0=ln=6000-300=5700mm。
因跨度相差小于10%，可按等跨连续梁计算，次梁计算简图如下：

3、内力计算：
由可计算出、、、，计算结果如下表：
截面位置
1
B
2
C
α
1/11
-1/11
1/16
-1/14

1/11×26.792×5.82=
-1/11×26.792×5.82=-
1/16×26.792×5.72=
-1/14×26.792×5.72=-
由可计算出、、、，计算结果如下表：
截面位置

α
0.45
0.60
0.55
0.55

0.45×26.792×5.8=
0.60×26.792×5.8=
0.55×26.792×5.7=
0.55×26.792×5.7=
4、截面承载力计算：
⑴、次梁跨中按T形截面计算，T形截面的翼缘宽=l|3=6000|3=2000mm，故取=2000mm。除支座B截面纵向钢筋按两排布置外，其余截面均布置一排。
C25混凝土，梁的最小保护层厚度c=25mm，一排纵向钢筋h0=400-35=365mm，二排纵向钢筋h0=400-60=340mm
C25混凝土，a1=1.0，βc=1.0，Fc=19.1N/mm2，ft=1.71N|mm2，纵向钢筋采用HRB400钢，fy=360 N|mm2，箍筋采用HRB335钢，fyv=300 N|mm2，正截面承载力计算过程按T形截面计算如下：
截 面
1
B
2
C
弯矩M

-

-

（×106）|1×19.1×2000×3652=0.016
（×106）|1×19.1×200×3402=0.186
（ ×106）|1×19.1×2000×3652=
（×106）|1×19.1×200×3652=

0.016
0.207＜0.35

＜0.35
As=ζbh0a1fc|fy或As=ζh0a1fc|fy
619.7
746.8
426.03
507.3
选配钢筋（mm2）
2Φ
2Φ+1Φ
2Φ
2Φ
计算结果表明，支座截面的ζ均小于0.35，符合塑性内力重分布的原则，As|bh=461/bh|（200×400）=%，此值大于0.45ft|fy=0.45×1.71|360=%，同时大于0.2%，满足最小配筋率的要求。
⑵、次梁斜截面承载力计算：
斜截面受剪承载力计算包括：截面尺寸复核，腹筋计算，和最小配筋率验算。截面尺寸复核：hw=h0-h’f=340-80=260mm,因hw|b=260|200=1.3＜4，截面尺寸按下式验算：0.25βcfcbh0=0.25×1×19.1×200×340=324.7＞Vmax=93.23kN，截面尺寸满足要求。计算所需腹筋：采用93.233%或减去箍筋间距的20%。现调整间距：S=0.8×=487.84mm，最后取S=mm，为了方便施工，沿梁长不变。
验算箍筋率下限值：弯矩调幅时要求的配筋率下限为：0.3ft|fyv=0.3×1.71|300=o.17%，实际配筋率ρsv=Asv|（bs）=56.6|（200×200）=0.14%＞%。满足要求。
四、主梁设计（按弹性理论计算）：
1、荷载设计值：为简化计算，将主梁自重等效为集中荷载。
次梁传来的荷载： ×6.0=kN
主梁自重： （0.60-0.08）×0.3×2.0×25+（0.60-0.08）×0.25×2×2.0=kN
恒载：G=+=z82.15kN,取G=83kN
活载：Q=15.6×6.0=93.6kN
2、计算简图：
主梁按连续梁设计，端部支承在砖墙上，支承长度为370mm，中间支承在350mm×350mm的混凝土柱上。
其计算跨度：边跨，ln=6000-175-120=5705mm，因0.025ln=142.6mm＜a|2=185mm，取l0=1.025ln+b|2=1.025×5705+350|2=6197.6mm，近似取为l0=6040mm。中跨，l0=6000mm
因跨度相差不超过10%，可按等跨梁计算，计算简图如下：
3、内力计算：
1)、弯矩设计值：
其中，可由书中表查取.
M1max=0.24×83×6.04+0.289×93.6×=kN.m
MBmax=-0.267×83×6.04-0.311×93.6×=-309.67kN.m
M2max=0.067×83×6.0+0.200×93.6×=kN.m
2）、剪力设计值：，其中，可由书中表查可知。
VAmax=0.733×83+0.866×93.6=N
VBlmax=-1.267×83-1.311×93.6=-227.87kN
VBrmax=1.0×83+1.222×93.6=197.40kN
3）、弯矩、剪力包络图：
弯矩 ：
①、第1、3跨又可变荷载，第2跨没有可变荷载，由附表6—2知，支座B或者C的弯矩值为：MB=Mc=-0.267×83×6.04-0.133×93.6×6.04=-208.30kN.m。在第1跨内以支座弯矩图MA=0，MB=-208.30kN.m的连线为基线，作G=kN，Q=93.6kN的简支梁弯矩图，得第一个集中荷载和第2个集中荷载作用点的弯矩值为：（G+Q）l0|3+MB|3=（176.6×6.04）|3-208.30|3=312.15kN.m接近M1max；（G+Q）l0|3+2MB|3=（176.6×6.04）|3-2 ×208.30|3=242.71kN.m。在第2跨内以支座弯矩MB=-208.30kN.m，Mc=-208.30kN.m的连线为基线，作G=83kN,Q=0的简支梁弯矩图。得集中荷载：Gl0|3+ MB=（83×6.0）|3-208.30=-69.7kN.m
②第1、2跨又可变荷载，第3跨没有尅按荷载：
第1跨内：
在第1跨内以支座弯矩MA=0，MB=-309.67kN.m的连线为基线，作G=83kN，Q=93.6kN的弯矩图得两个集中荷载作用点的弯矩为：
（G+Q）l0|3+MB|3=（176.6×6.04）|3-309.67|3=268.16kN.m
（G+Q）l0|3+2MB|3=（176.6×6.04）|3-2×309.67|3=155.62kN.m
第2跨内：
Mc=-0.267×83×6.04-0.089×93.6×6.04=-176.34kN.m，以支座弯矩MB=-309.67kN.m,Mc=-176.34kN.m作为基线作G=83kN，Q=93.6kN的弯矩图。（G+Q）l0|3+Mc+2（MB-Mc）|3=（172.4×6.64）|3-176.34+(-337.61+176.34) ×2|3=97.71kN.m
（G+Q）l0|3+Mc+（MB-Mc）|3=（172.4×6.64）|3-176.34+(-337.61+176.34) |3=151.48kN.m
③第2跨内有可变荷载:
第1、3跨内没有可变荷载：MB=Mc=-0.267×63×6.64-0.133×109.4×6.64=-208.30kN.m,第2跨内集中荷载作用点弯矩：（G+Q）l0|3+MB=（172×6.64）|3-208.30=172.39kN.m接近M2max
第1、3跨集中荷载弯矩值：Gl0|3+MB|3=(63×6.64)|3-208.3|3=70.01kN.m; Gl0|3+2MB|3=(63×6.64)|3-2×208.3|3=0.57kN.m
弯矩包络图：

剪力：
①第1跨 VAmax=140.92kN，过第1个集中力后为140.92-63-109.4=-31.48kN，过第2个集中荷载后为-31.48-63-109.4=-203.88kN；VBlmax=-223.2kN，过第1个集中荷载后为-223.2+63+109.4=-50.8kN；过第2个集中荷载后为-50.8+63+109.4=121.6kN。
②第2跨VBrmax=196.69kN；过第1个集中荷载后为196.69-63=133.69kN；当可变荷载作用在第2跨时，VBr=1.0×63+1.0×109.4=172.4kN过第1个集中荷载后为172.4-63-109.4=0。
剪力包络：
4、载力计算：h0=600-35=615mm
①:跨内按T形截面计算，因|h0=80|615=0.13＞0.1,翼缘宽度按l|3=6.0|3=2.2m计算，b+Sn=6m中较小值确定，取=2.2m。
B支座边的弯矩设计值MB=MBmax-V0b|2=-337.61+172.4×0.35|2=-307.44kN.m。纵向受力钢筋除B支座截面为2排外，其余均为1排。跨内截面经判别都属于第1类T形截面。正截面受弯承载力计算过程如下：
正截面配筋计算。
截 面
1
B
2
弯矩M
312.0
-337.61
173.14
-69.7

0.032
0.281
0.017
0.052
γs=（1+√as）／2
0.984
0.831
0.991
0.973

1432.1
1945.7
789.13
323.6
选用钢筋
+1Φ
+2Φ
+1Φ

实际钢筋截面面积（mm2）
As=1473
As=1964
As=892
As=982
②、斜截面受剪承载力：验算截面尺寸：hw=h0-=580-80=500mm，因hw|b=500|300=1.67＜4，截面尺寸按下式计算：0.25βcfch0=0.25×1×11.9×300×580=517.65×13kN＞Vmax=309.6kN,满足要求。
计算所需腹筋：采用Φ8@180双肢箍筋，Vcs=0.7ftbh0+1.25fyvh0Asv|s=0.7×1.27×300×580+1.25×300×100.6×580|180=276.24kN
VAmax=140.92kN＜Vcs，VBrmax=196.69kN＜Vcs，VBlmax=223.24kN＜Vcs。不需要配弯起钢筋。
最小配筋率：ρsV=AsV|bs=100.6|300×180=0.19%＞0.24ft|fyv=0.11%满足要求。
两侧附加横向钢筋的计算：
次梁传来的的集中力：，
附加箍筋布置范围：
取附加箍筋Φ,则在长度范围内可布置箍筋的排数：排, 梁两侧各布置四排。
另加吊筋1Φ ，则由：
，
满足要求。
因主梁的腹板高度大于450mm，需在梁两侧设置纵向构造钢筋，每侧构造钢筋的截面面积小于腹板面积的0.1%，且间距不大于200，现每侧配置2Φ14，,308|（300×570）=0.18%＞0.1%