钢筋混凝土结构设计计算书(现浇整体式单向板肋梁楼盖)

混凝土结构设计结构计算书 ——现浇整体式单向板肋梁楼盖

土木工程专业本科（四年制）适用

指导教师： 班 级： 学生姓名： 学 号： 设计时间： 钢筋混凝土结构计算书 1. 设计资料 （1） 楼面做法：20厚水泥砂浆抹面；顶棚为15mm厚混合砂浆抹灰；梁用15mm厚水泥砂浆抹面。 （2） 材料：钢筋混凝土强度等级C30，主、次梁受力钢筋采用HRB400级钢筋，板中受力筋采用HRB300；其它用HRB300。 2. 楼盖的结构平面布置 主梁沿横向布置，次梁沿纵向布置，主梁跨度为6.3m，次梁跨度为6.0m，主梁每跨内布置两根次梁，板跨度为2.0m，l01 /l02=6.3/2.0=3.15，因此按单向板设计。 按跨高比条件要求板厚h≥2000/30=67mm，对工业建筑的楼盖板，要求h≥80mm，取板厚h=80mm。 次梁截面高度应满足h=l0/18～l0/12=6000/18～6000/12=333～500mm，考虑到可变荷载比较大，取h=500mm。截面宽度取b=200mm。 主梁截面高度应满足h=l0/15～l0/10=6300/15～6300/10=420～630mm，取h=600mm。截面宽度取b=300mm。 楼盖结构平面布置图如下图-1。

3.板的设计 已如前述，轴线○1～○2、○5～○6的板属于边区格单向板；轴线○2～○5的板（除边跨外）属于中间区格单向板。 （1） 荷载 板的永久荷载标准值 20厚水泥砂浆抹面 0.02*20=0.4 KN/m2 80mm钢筋混凝土板 0.08X25=2 KN/m2 15mm厚混合砂浆抹灰 0.015*17=0.255 KN/m2 小计 2.655 KN/m2 板的可变荷载标准值 5.5 KN/m2 永久荷载分项系数取1.2；因楼面可变荷载标准值大于4.0 KN/m2 ，所以可变荷载分项系数因取1.3。于是板： 永久荷载设计值 g = 2.99 X 1.2 = 3.19 KN/m2 可变荷载设计值 q = 5.5 X 1.3 = 7.15 KN/m2 荷载总设计值 g + q = 10.34 KN/m2 (近似取为)q + q = 11 KN/m2 （2）计算简图。次梁截面为200mm X 500mm，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。按塑性内力重分布方法计算内力，板的计算跨度： 边跨： L0 = ln + h/2 = 2000-100-120-80/2 =1820 mm ＜ Ln + a/2 =2000-100-120+120/2 =1840 mm 取l0 = 1820 mm。 中间跨：l0 = ln = 2000-200 = 1800 mm。 因跨度相差小于10%，可按等跨度连续板计算。取1m宽板作为计算单元，计算简图如图-2所示。

（3）弯矩设计值。由表2-2可查得，板的弯矩系数αm分别为：边跨跨中，1/11；中间支座，-1/14；中间跨跨中，1/16；中间支座，-1/14。故 M1 = - MB = ( g + q )l012/11 = 11*1.82*1.82/11 = 3.31 KN/m2 MC = -( g + q )l012/14 = -11*1.8*1.8/14 = - 2.55 KN/m2 M2 = M3 = ( g + q )l012/16 = 11*1.8*1.8/16 = 2.23 KN/m2 这是对端区单向板而言的，对于中间区格单向板，MC和M2以及M3应乘以0.8，分别为：MC=0.8*（-2.55）= 2.04 KN/m2 ；M2=M3=0.8*2.23=1.784 KN/m2。 (4)正截面受弯承载力计算。 环境类别一级，C30级混凝土，板的最小保护层厚度c=15mm。板厚80mm,h0=80-20=60mm；板宽b=1000mm；C30混凝土，α1=1.0,fc=14.3KN/mm2；HRB400钢筋，fy=360 KN/mm2。板配筋的计算过程见下表-1。

表-1 板的配筋计算 截面 1 B 2(3) C 弯矩设计值/（KN*m） 3.31 -3.31 2.23 -2.55 αs=M/(α1fcbh02) 0.064 0.064 0.043 0.050 ξ=1-√（1-2*αs) 0.066 0.066 0.044 0.051 轴线 ○1～○2 ○5～○6 计算配筋/ mm2 As=ξbh0αfc/fy 209.7 209.7 139.8 162.1

实际配筋/ mm2 φ6/8@180 As=218 φ6/8@180 As=218 φ6/8@180 As=218 φ6@170 As=166 轴线 ○2～○5 计算配筋/ mm2 As=ξbh0αfc/fy 212.3 212.3 111.8 129.7

实际配筋/ mm2 φ6/8@180 As=218 φ6/8@180 As=218 φ6/8@180 As=218 φ6@170 As=166 注：对轴线2-5间的板带，其跨度内截面2，3和支座截面都可以折减20%，为了方便，近似对钢筋乘以0.8. 计算结构表明，支座截面的平均小于0.35，符合塑性内力重分布的As/bh=166/100*80=0.21%＞0.45fc/fy=0.45*14.3/270=0.24% ,同时大于0.2%，满足最小配筋率的要求。

4.次梁设计 按考虑塑性内力重分布方法计算内力。根据车间楼盖的实际使用情况。楼盖的次梁和主梁的可变荷载不考虑梁从属面积的荷载折减。 （1）荷载设计值 永久荷载设计值 板传来永久荷载 3.59*2.0 = 7.18 KN/m 次梁自重 0.2*（0.5-0.08）*25*1.2 = 2.52 KN/m 次梁粉刷 0.02*（0.5-0.8）*2*17*1.2 = 0.34 KN/m 小计 g = 10.04 KN/m 可变荷载设计值 q = 7.15*2.0 = 14.3 KN/m 荷载总设计值 g + q = 24.34 KN/m （2）计算简图。次梁在砖墙上的支承长度为240mm，主梁截面为300*600mm,计算跨度： 边跨： L0 = ln + h/2 = 6300-120-300/2+240/2 = 6150 mm ＜ 1.025Ln = 1.025*（6300-120-150）= 6181 mm 取l0 = 6150 mm。 中间跨：l0 = ln = 630-300 = 6000 mm。 因跨度相差小于10%，可按等跨连续梁计算，次梁的计算简图见图-3。

（2） 内力计算。由表2-2,表2-4可分别查得弯矩系数和剪力系数。 弯矩设计值：M1 = -MB = (g + q)l012/11 = 24.34*6.152/11 = 83.69 KN*m M2 = M3 = (g + q)l012/16 = 24.34*6.02/16 = 54.77 KN*m MC = -(g + q)l012/11 = 24.34*6.02/11 = 79.66 KN*m 剪力设计值：VA = 0.45*（g + q）ln1 = 0.45*24.34*6.0 = 65.72 KN*m VB1 = 0.60*（g + q）ln1 = 0.60*24.34*6.0 = 87.62 KN*m VBr = VC = 0.55（g + q）ln2 = 0.55*24.34*6.0 = 80.32 KN*m （3） 承载力计算。 1） 正截面受弯承载力。正截面受弯承载力计算时，跨内按T型截面计算，翼缘宽度取 bf’=l/3=6300/3=2100mm。又bf’=b+sn=200+1800=2000mm。故取bf’=2000mm。除支座B截面纵向钢筋按两排布置外，其余截面布置一排。 环境类别一级，C30混凝土，梁的最小保护层厚度c=25mm。一排纵向h0=500-35=465mm。 C30混凝土，α1=1.0，βc=1,fc=14.3N/mm2；纵向钢筋采用HRB400钢筋，fy=360N/mm2 箍筋采用HPB300钢，fyv=270N/mm2,正截面承载力计算公式列于表-2。经判别跨内截面均属于第一类T型截面。 表-2 次梁正截面受弯承载力计算 截 面 1 B 2(3) C 弯矩设计值/（KN/m） 83.69 -83.69 54.77 -79.66 α = M/（αfcbh02）或 α = M/（αfcbf’h02） 0.014 0.151 0.009 0.129

ξ = 1-√（1-2α） 0.014 0.165 0.009 0.139 As =ξbh0αfc /fy或 As =ξbf’h0αfc /fy 517.18 576.77 332.48 513.49

选定钢筋/ mm2 216+ 116（弯） As=603.1 216+ 116（弯） As=603.1 212+ 112（弯） As=339.1 216+ 116（弯） As=603.1 计算结果，支座截面的ξ均小于0.35，符合塑性内力重分布的要求。 As/bh=339.1/200*500=0.34%，此值大于0.45ft/fy=0.45*1.43/360=0.18%，同时大于0.2%，满足最小配筋率要求。 2） 斜截面受剪承载力。斜截面受剪承载力计算包括：截面尺寸的复核，腹筋计算和最 小配筋率验算。验算截面尺寸： hw=h0-hf’=440-80=360mm，因hw/b=360/200=1.8＜4，截面尺寸按下式验算： 0.25βcfcbhc=0.25*1*14.3*200*440=314.60*103N＞Vmax=130.19KN 截面尺寸满足要求。 计算所需腹筋。采用φ6双肢箍筋，计算支座B左侧截面。 0.7ftbh0=0.7*1.43*200*400=88.09KN*m＞VB1。