钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计计算书文档格式.docx
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②主梁跨度为6.9m，次梁跨度为6.0m，板的跨度为2.3m，L/L=6.9/2.3=3，按单向0102板设计。
③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h≥80mm，所以取板厚为80mm。
④次梁的高度要求h=L（1/18~1/12）=333mm~500mm，考虑到楼面的活荷载比较大，02取h=450mm，宽度b=h（1/3~1/2）=150mm~225mm，取b=200mm。
⑤主梁的高度要求h=L（1/15~1/10）=460mm~690mm，取h=650mm，宽度b=h（1/3~1/2）01=217mm~325mm，取b=300mm。
⑥楼盖的结构平面布置图见图1。
3
3741652D2
楼盖结构平面布置图图1
三、板的设计（按塑性内力重分布计算）荷载计算3.1
：
宽板带计算）板的恒荷载标准值（取m11=0.4KN/m×
×
2020mm厚水泥砂浆0.021=2.0KN/m25×
80mm厚钢筋混凝土现浇板0.08×
1=0.204KN/m17×
厚纸筋石灰0.012×
12mm=2.604KN/m
恒荷载：
g小计k=4KN/m
活荷载：
qk。
活荷载分项系数取1.20恒荷载分项系数取1.05，于是板的荷载设计值总值：
4=7.53KN/m
+1.20q=1.052.604+1.20g+q=1.05gkk
板的计算简图3.2
，取板在墙次梁截面为，现浇板在墙上的支承长度不小于mmmm100450mm200?
。
按塑性内力重分布设计，板的计算边跨：
上的支承长度为mm1204
L=L+1/2h=2300-100-120+80/2=2120≤1.025L=1.025×
（2300-100-120）=2132mmnn01取L=2120mm；
01中间跨：
L=L=2300-200=2100mm。
n02边跨与中间跨相差：
2120?
2100＜10%
0.94%?
?
100%2120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/m12221ABCCBA21002120210021002100
板的计算简图2图3.3内力计算及配筋
MMMM，计算结果如表1、所示。
、由M=α（g+q）L2，可计算出、0mc21B表1各截面弯矩
C21截面位置B1/161/141/11?
1/11?
弯矩系数αm
1/16×
-1/11×
7.537.531/11×
7.53×
-1/14×
2αM=（g+q）L7.530m2.12.12=3.08
=2.08
﹣2.12/2=3.08
2.1=﹣）KN（2.37
2222m·
板宽；
板厚，a=c+5，环境类别一类c=20，所以a=25。
mm?
mm?
100080hb则h=h-a=80-25=55mm。
0C25混凝土，f=11.9KN/mm2；
HRB335钢筋，f=300KN/mm2。
yc3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
C21截面B5）?
mM（kNMM80.M80M.MMcc212B2α（g+q）LM=0m-1.896-2.372.083.08-3.081.664（KN）m0.063b0.1030.0550.1030.0690.079=KM/0.0650.1090.1090.0570.0720.082bm142
157
124
179
2382388①～②轴86/8@1906/8@190⑥～⑦轴@190@190选钢886/8@1906/8@190②～⑥轴@190@190
207265207265①～②轴mmmm实⑥～⑦轴配207265207265
②～⑥轴mmmm2均满足，符合塑性内力重分布原则。
=0.522计算结果表明支座截面处ζ≤0.85ζb，满足要求。
%＞ρ=0.2%ρ=A/bh=207/（1000×
80）=0.26mins、（其内区格四周与梁整体连接，故其中间跨的跨中截面）位于次梁内跨上的板带，MM32M20%，其他截面则不予以减少。
和中间支座（计算弯矩可以减少）c四、次梁的设计（按塑性内力重分布计算）4.1荷载计算2.3=6.28KN/m
2.73×
由板传来25=1.85KN/m
次梁肋自重0.2（0.45-0.08）
=0.15KN/m172×
（0.45-0.08）次梁粉刷重0.012×
=8.28KN/m恒荷载：
g小计k2.3=9.2KN/m
q=4k1.20。
于是板的荷载设计值总值：
，活荷载分项系数取恒荷载分项系数取1.059.2=19.73KN/m
8.28+1.20=1.05+1.20qg+q=1.05g×
kk
6
4.2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：
L=L+a/2=6000-240-300/2﹢240/2=5730mm
n01L=5730＜1.025L=1.025×
5610=5750mm，取L=57300101n中跨：
L=L=6000-300=5700mm
n02跨度差：
（LL）/L=（5730-5700）/5700=0.53%＜10%
0201-02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/m
12AB5730
5735705705700
次梁计算简图图3
4.3内力计算及配筋
MMMM，计算结果如表3所示。
可计算出α（g+q）L2、、、由M=0mc21B表3各截面弯矩
截面位置
αm2α（g+q）LM=0m
1/11
）（KNm·
=58.89
211/11/11/11/11/119.7-1/119.719.7-1/119.72
22
2
5.5.5.75.7=40.058.89
45.79
VVVV，计算结果如表4所示。
、、可计算出（g+q）LV=由α、nvcBlBrA7
表4各截面剪力
截面位置αvV=α（g+q）L0.45n
v
A0.45×
19.73
（KN）×
5.61=49.81
0.550.600.550.519.0.519.70.619.75.61=66.41
5.7=61.855.7=61.85
梁高：
，mm?
415?
450?
35hmmh?
450；
0'
翼缘厚：
mmh80?
f①次梁跨中按T形截面计算，h′/h=80/（450-35）=0.193＞0.1，独立T形梁。
0f边跨：
b′=L/3=5730/3=1910mm
0fb′=b+s=200+（6000/3-240-300/2）=1810mm<
1910mm，所以，nf取b′=1810mm
f中间跨：
b′=L/3=5700/3=1900mm
0fb′=b+s=200+（6000/3-300）=1900mm，所以，nf取b′=1900mm
f②判定T形截面类型：
C25混凝土，f=11.9KN/mm2，f=1.27KN/mm2；
tc纵向钢筋HRB400，f=360KN/mm2；
y箍筋HPB235，f=210KN/mm2yvKM=1.2×
58.89=70.668KN·
m
fb′h′（h-h′/2）=11.9×
1900×
80×
（415-80/2）=678.3KNm>
KM·
ffc0f故各跨中截面属于第一类T形截面。
（1）支座截面按的矩形截面计算。
各截面均只按一排筋布mm450mm?
b?
h?
200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）?
mM（kN
158.89
α=KM/fs2或αh?
b′h0cf=KM/fb
cs20?
21?
s
0.0190.019
2-45.79-58.8940.060.1720.0140.1340.144
0.014
0.1908
f?
A/fbh222364.90395.08471.76521.29mmmmmmycs02B16+1B14选用钢筋2B162B16+1B14
mm
2B16
实际钢筋
222
截面面积
555.9402555.9402mmmmmmmm
=0.440，符合塑性内力重分布。
计算结果表明ζ≤0.85ζb，满足要求。
415）=0.48%＞ρ=0.2%=402/（200ρ=A/bh×
mins0）斜截面承载力计算如下所示：
（2，截面尺寸按下式验算=415-80=335mm，因h/b=335/200=1.675<
4h=h-h′w0wf，=1.2×
66.41=79.69KN=0.25bh×
11.9×
200×
415=246.92KN>
KV0.25fmaxc0故截面尺寸满足抗剪条件415=73.79KN×
1.27×
200V=0.7fbh=0.7×
0tc×
KV=49.811.2=59.77KN<
VcA=66.41×
1.2=79.69KN>
VKVcBl=61.85×
1.2=74.22KN>
VKVcBr1.2=74.22KN>
VKV=61.85×
c
C支B、C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，座需按计算配置箍筋=57mm2采用直径为6mm的双肢箍筋，Asv/s）h+1.25f（AB支座：
由KV=V0
yvlcBsvl取=1052mm,415/（79690-73790）/（KVh-V）=1.25×
210×
57×
S=1.25fAcBsvyv0l满足最小配%=0.10×
200）=0.14%＞ρs=200mm=s，ρ=A/bs=57/（200minsv，maxsvsv筋率要求。
/s）h（A支座：
KV=V+1.25fB和C0
yvcsvr，）=14440mm×
415/（74220-7379057hS=1.25fA/（KV-V）=1.25×
csv0yv，%200）=0.14%＞ρ=0.10×
取s=200mm=s，ρ=A/bs=57/（200minsvsvmaxsv，满足最小配筋率要求。
6@200
Ф故，箍筋选配双肢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16=635mm
360/1.27）d=0.14αL=L=（f/ftay伸入墙支座时，梁底面纵筋的锚固长度按下式计算确定200mm，取L=12d=12×
16=192mm梁底面纵筋伸入中间支座的长度按200mm
取L>
12d=192mm,9
纵筋截面断点据支座距离
L=L/5+20d=5610/5+20×
16=1442mm,取1500mm。
n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=52.14KN/m
主梁自重：
0.3×
（0.65-0.08）×
25=4.28KN/m
主梁粉刷重：
0.012×
2×
17=0.23KN/m
=56.65KN/m
G小计恒载：
k6=66.24KN/m
活荷载：
Q=11.04。
，活荷载分项系数取1.20恒荷载分项系数取1.0566.24=59.48+79.49=138.95KN/m×
56.65+1.20G+Q=1.05G+Q1.20=1.05K
5.2主梁的计算简图，由于钢筋混凝土主梁抗弯刚度较钢筋混凝土柱大的多，柱截面为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。
mma?
370主梁计算跨度：
0.025=162mm<
a/2=185mm×
，因为0.025L=6485边跨：
L=6900-240-350/2=6485mmn1n16485+350/2=6822mm+b/2=1.025×
=1.025L取Ln01=6900-350=6550mm
中跨：
L02/6500=4.2%<
10%
）（）L（L/L=6822-6500跨度差：
0201-02所示。
，可按等跨梁计算，计算简图如图因跨度相差不超过10%410
G=59.48KN/m211DBCA682268226550
主梁计算简图4图5.3内力计算及配筋kkQLkGL?
kM?
为计算跨度。
，其中，可由相关资料查取，1、弯矩设计值：
、L2121支座，计算跨度可取相邻两跨的平均值。
对于B所示。
主梁弯矩得计算如表6主梁弯矩计算表6
项荷载简图
次GGG①
QQ
G
②
QQ③
QQQQ④组合项次M?
max）（m?
kN组合值
-0.267/-10-0.267/-100.067/27.0.244/99..34
.3480-0.133/-72-0.133/-70.289/156-0.133/-7212
.127212-0.133/-72-0.044/-2-0.133/-720.200/10812
.861246-0.089/-48-0.311/-160.170/92.0.229/12426
918.64①+①+①+①+-156.60
-276.74255.72
135.64
11
弯矩包络图：
1）第1、3跨有活荷载，第2跨没有活荷载
支座或的弯矩值为CBM=M=-0.267×
59.48×
6.686-0.133×
79.49×
6.686=-176.87KN·
CB在第1跨内以支座弯矩，M=-176.87KN·
m的连线为基线，作G=59.48KN，0?
MBAQ=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）L+M/3=1/3×
（59.48+79.49）×
6.822-176.87/3=257.06KN·
mB0（与前面计算的M=255.72KN·
m相近）；
1,max1/3（G+Q）L+2M/3=1/3×
6.822-2×
176.87/3=198.10KN·
mB0在第2跨内以支座弯矩M=-176.87KN·
m，M=-176.87KN·
m的连线为基线，作CBG=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：
1/3GL+M=1/3×
6.55-176.87=-47.01KN·
mB02）第1、2跨有活荷载，第3跨没有活荷载
M?
0，M=-276.74KN1跨内以支座弯矩·
m的连线为基线，作G=59.48KN，在第BAQ=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：
6.822-276.74/3=223.77KN·
mB01/3（G+Q）L+2M/3=1/3×
276.74/3=131.52KN·
m。
B0在第2跨内，M=-0.267×
6.686-0.089×
6.686=-153.48KN·
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=79.49KNCB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）L+M+2/3（M-M）=1/3×
6.822-153.48+2/3×
C0BC（-276.74+153.48）=80.36KN·
1/3（G+Q）L+M+1/3（M-M）==1/3×
6.822-153.48+1/3×
CC0B（-276.74+153.48）=121.45KN·
3）第2跨有活荷载，第1、3跨没有活荷载
M=M=-0.267×
mCB第2跨两集中荷载作用点处的弯矩设计值为：
6.550-176.87/3=137.60KN·
mB0（与前面计算的M=135.64KN·
m相近）。
1,max第1、3跨两集中荷载作用的处的弯矩设计值分别为：
1/3GL+M/3=1/3×
6.55-176.87/3=70.91KN·
mB01/3GL+M/3=1/3×
6.55-2/3×
176.87=11.95KN·
B012
所示。
根据以上计算，弯矩包络图如图5257.06223.77198.10131.51137.6070.9180.3611.95-47.0-153.48-244.92-276.74
弯矩包络图5图
V?
kG?
kQkk可由相关资料查取。
、，其中，其中，2、剪力设计值：
4343主梁剪力计算如表7所示。
表7主梁剪力计算项荷载简0.733/43.60-1.267/-75.361/59.48
0.866/68.84-1.134/-90.140/0
0.689/54.77-1.311/-104.211.222/97.14
①+②①+④①+④V?
）
组合项次（kNmin156.62
112.44
-179.57
剪力包络图：
第1跨1）V=112.44KN，过第1个集中荷载后为112.44-59.48-79.49=-26.53KN，过第2A,max个集中荷载后为-26.53-59.48-79.49=-165.5KN。
V=-179.57KN，过第1个集中荷载后为-179.57+59.48+79.49=-40.60KN，过第Bl,max2个集中荷载后为-40.60+59.48+79.49=98.37KN。
13
2跨2）第156.62-59.48=97.14KN；
，过第1个集中荷载后为V=156.62knBr,max79.49=138.97kn59.48+1.0×
V=1.0×
当活荷载仅作用在第2跨时，Br。
个集中荷载后为，过第1138.97-59.48-79.49=0所示。
根据以上计算，剪力包络图如图6156.52138.97112.497.1498.370-26.53-40.60-165.50-179.57
剪力包络图6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，h′/h=80/（650-35）=0.13>
0.10f'
b按下式计算：
形截面的翼缘宽度Tf'
2300bmm；
=300+6900/3=6900，故取/3=6900/3=2300mm<
b+sb′=Lnf0fh?
650?
35?
615mm；
0'
80mmh。
fC25混凝土，f=11.9KN/mm2，f=1.27KN/mm2；
y箍筋HPB235，f=210KN/mm2yv判定T形截面类型：
80?
f6?
1.0?
11.9?
2300?
80hbfh?
615?
1259?
10N?
mm?
0fcf12
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