钢筋混凝土单向板肋梁楼盖课程设计计算书Word格式文档下载.docx
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C
B
A
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0.02X20X1=0.4KN/m
80mm厚钢筋混凝土现浇板0.08X25X1=2.0KN/m
12mm厚纸筋石灰0.012X17X仁0.204KN/m
小计恒荷载:
gk=2.604KN/m
活荷载:
qk=4KN/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+1.20qk=1.05X2.604+1.20X4=7.53KN/m
3.2板的计算简图
次梁截面为200mm450mm,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:
Lo仁Ln+1/2h=2300-100-120+80/2=2120<
1.025Ln=1.025x(2300-100-120)=2132mm
取L0i=2120mm
中间跨:
L02=Ln=2300-200=2100mm
边跨与中间跨相差:
2120-2100100%=0.94%V10%
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%寸,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/m
一2120一一2100_一2100一「2100丄2100
图2板的计算简图
3.3内力计算及配筋
由M=am(g+q儿。
2,可计算出M1、Mb、M2、Mc,计算结果如表1所示
表1各截面弯矩
截面位置
1
2
弯矩系数am
1/11
-1/11
1/16
-1/14
M=am[g+q)L02
1/11X7.53
-1/11X7.53X
1/16X7.53X
-1/14X7.53X
(KN-m)
X2.122=3.08
2.122/2=-3.08
2.12=2.08
2.12=-2.37
板宽b=1000mm;
板厚h=80mm,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,fc=11.9KN/mm2;
HRB335I冈筋,fy=300KN/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1B2C
M(kNm)
M=aFg+q)L02
M1
3.08
Mb
-3.08
M2
2.08
0.8M2
1.664
Me
-2.37
0.8Me
-1.896
(
kn-m
as=KM/fcbh02
0.103
0.069
0.055
0.079
0.063
匕=
0.109
0.072
0.057
0.082
0.065
As=匕febh。
/fy(mm2)
238
157
124
179
142
选配
①〜②轴线
⑥〜⑦轴线
①8@190
①6/8@190
钢筋
②〜⑥轴线
265
207
实际
mm
mrm
配筋
mrh
计算结果表明支座截面处ZW0.85Zb=0.522均满足,符合塑性内力重分布原则。
p=As/bh=207/(1000X80)=0.26%>
pmin=o.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(M2、M3)
和中间支座(Me)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
次梁肋自重
次梁粉刷重
0.2X(0.45-0.08)X25=1.85KN/m
0.012X(0.45-0.08)X2X17=0.15KN/m
小计
恒荷载:
gk=8.28KN/m
qk=4X2.3=9.2KN/m
由板传来
2.73X2.3=6.28KN/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+1.20qk=1.05X8.28+1.20X9.2=19.73KN/m
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650mrK300mm
边跨:
L01=Ln+a/2=6000-240-300/2+240/2=5730mm
L0i=5730v1.025Ln=1.025X5610=5750mm取L0i=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%可按等跨连续梁计算,计算简图如图3所示
g+q=19.73KN/m
1、
JJ
丨'
J,
1V
丿
ABCCB
5730
5700
图3次梁计算简图
4.3内力计算及配筋
由M=am(g+q)L02可计算出M1、Mb、M2、Mc,计算结果如表3所示。
表3各截面弯矩
am
M=am(g+q)L02
1/11X19.73
-1/11X19.73X
1/16X19.73
-1/14X19.73
X5.73
5.732
X5.7
=58.89
=-58.89
=40.06
=-45.79
由V=av(g+q)Ln可计算出Va、Vbi、g、V,计算结果如表4所示
表4各截面剪力
Br
av
0.45
0.60
0.55
V=av(g+q)Ln
0.45X19.73
0.60X19.73X
0.55X19.7
0.55X19.73
(KN)
X5.61=49.81
5.61=66.41
X5.7=61.85
梁高:
h=450mm,h0=450-35=415mm;
翼缘厚:
hf=80mm。
1次梁跨中按T形截面计算,h'
f/h0=80/(450-35)=0.193>
0.1,独立T形梁。
边跨:
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
f=L0/3=5700/3=1900mm
f=b+sn=200+(6000/3-300)=1900mm,所以,
f=1900mm
2判定T形截面类型:
C25混凝土,fc=11.9KN/mm2,ft=1.27KN/mm2;
纵向钢筋HRB400fy=360KN/mm2;
箍筋HPB235fyv=210KN/mm2
KM=1.2X58.89=70.668KN•m
fcb'
fh'
f(h0-h'
f/2)=11.9X1900X80X(415-80/2)=678.3KN•m>
KM故各跨中截面属于第一类T形截面。
(1)支座截面按bh=200mm450mm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
58.89
-58.89
40.06
-45.79
as=KM/fcb'
fh0
2或as=KM/fcb
0.019
0.172
0.014
0.134
h02
匕=1_2叫
0.190
0.144
As=匕fcbh。
/fy
471.76mm2
521.29mm
364.90mm
395.08mm
选用钢筋
2B16+1B14
2B16
实际钢筋截面面积
555.9mm2
555.9mm
402mm
计算结果表明ZW0.85Zb=0.440,符合塑性内力重分布。
p=As/bho=4O2/(2OOX415)=0.48%>
(2)斜截面承载力计算如下所示:
hw=ho-h'
f=415-80=335mm因hw/b=335/200=1.675<
4,截面尺寸按下式验算
0.25fcbh0=0.25X11.9X200X415=246.92KN>
KVax=1.2X66.41=79.69KN,故截面尺寸满足抗剪条件
VC=0.7ftbh0=0.7X1.27X200X415=73.79KN
KVA=49.81X1.2=59.77KN<
Vc
K\Bl=66.41X1.2=79.69KN>
K\Br=61.85X1.2=74.22KN>
K\C=61.85X1.2=74.22KN>
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勺双肢箍筋,Asv=57mm2
B支座:
由K\B=Vc+1.25fyv(Asv/s)h0
S=1.25fyvAsvh0/(KVBi-Vc)=1.25X210X57X415/(79690-73790)=1052mm取s=200mm=sax,psv=Asv/bs=57/(200X200)=0.14%>
psv,min=0.10%满足最小配筋率要求。
B-和C支座:
KV=VG+1.25fyv(Asv/s)h0
S=1.25fyvAsvh0/(KV-Vc)=1.25X210X57X415/(74220-73790)=14440mm取s=200mm=sax,psv=Asv/bs=57/(200X200)=0.14%>
psv,min=0.10%满足最小配筋率要求。
故,箍筋选配双肢①6@200
(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=a(fy/ft)d=0.14X360/1.27X16=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=12X16=192mm取200mm
梁底面纵筋伸入中间支座的长度按
L>
12d=192mm取200mm
纵筋截面断点据支座距离
L=Ln/5+20d=5610/5+20X16=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:
8.69X6=52.14KN/m
主梁自重:
0.3X(0.65-0.08)X25=4.28KN/m
主梁粉刷重:
0.012X(0.65-0.08)X2X17=0.23KN/m
小计恒载:
Gk=56.65KN/m
Q=11.04X6=66.24KN/m
G+Q=1.05G+Q1.20=1.05X56.65+1.20X66.24=59.48+79.49=138.95KN/m
5.2主梁的计算简图
柱截面为350mrX350mm由于钢筋混凝土主梁抗弯刚度较钢筋混凝土柱大的多,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:
Ln1=6900-240-350/2=6485mm,因为0.025Lm=6485X0.025=162mm<
a/2=185mm
取L01=1.025Ln+b/2=1.025X6485+350/2=6822mm
L02=6900-350=6550mm
(L01-L02)/L02=(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。
G=59.48KN/m
682265506822
图4主梁计算简图
5.3内力计算及配筋1弯矩设计值:
M=&
GL"
2QL,其中,《、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
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=M=-0.267X59.48X6.686-0.133X79.49X6.686=-176.87KN•m
在第1跨内以支座弯矩Ma=0,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)Lo+MB/3=1/3X(59.48+79.49)X6.822-176.87/3=257.06KN•m
(与前面计算的M,max=255.72KN•m相近);
1/3(G+Q)L0+2M/3=1/3X(59.48+79.49)X6.822-2X176.87/3=198.10KN•m
在第2跨内以支座弯矩MB=-176.87KN•mMC=-176.87KN•m的连线为基线,作
G=59.48KNQ=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=1/3X59.48X6.55-176.87=-47.01KN•m
2)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Ma=0,MB=-276.74KN-m的连线为基线,作G=59.48KN
1/3(G+Q)L0+MB/3=1/3X(59.48+79.49)X6.822-276.74/3=223.77KN•m
1/3(G+Q)L0+2MB/3=1/3X(59.48+79.49)X6.822-2X276.74/3=131.52KN•m在第2跨内,MC=-0.267X59.48X6.686-0.089X79.49X6.686=-153.48KN•m以支座弯矩MB=-276.74KNmMC=-153.48KNm的连线为基线,作G=59.48KNQ=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+MC+2/3(Mb-M)=1/3X(59.48+79.49)X6.822-153.48+2/3X
(-276.74+153.48)=80.36KN•m
1/3(G+Q)L0+MC+1/3(Mb-MC)==1/3X(59.48+79.49)X6.822-153.48+1/3X
(-276.74+153.48)=121.45KN•m
3)第2跨有活荷载,第1、3跨没有活荷载
MB=MC=-0.267X59.48X6.686-0.133X79.49X6.686=-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+M/3=1/3X(59.48+79.49)X6.550-176.87/3=137.60KN•m
(与前面计算的M,max=135.64KN•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+M/3=1/3X59.48X6.55-176.87/3=70.91KN•m
1/3GL0+M/3=1/3X59.48X6.55-2/3X176.87=11.95KN•m
根据以上计算,弯矩包络图如图5所示
257.06
图5弯矩包络图
项次荷载简图
QQQQ
④
k/VA
k/VB左
k/VB右
0.733/43.60
-1.267/-75.36
1/59.48
0.866/68.84
-1.134/-90.14
0/0
0.689/54.77
-1.311/-104.21
1.222/97.14
①+②
①+④
112.44
-179.57
156.62
2、剪力设计值:
VnksG•k4Q,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
GGGGGG
1丨丨IJJ
2丨丨
组合项次_Vmin(kN)
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
个集中荷载后为-26.53-59.48-79.49=-165.5KN。
VBi,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。
2)第2跨
VBr,max=l56.62kn,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=1.0X59.48+1.0X79.49=138.97kn,过第1个集中荷载后为138.97-59.48-79.49=0。
根据以上计算,剪力包络图如图6所示。
156.52
112.4
1
138.97—
97.14
-26.53
'
-40.601
t65750
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,h'
f/h。
=80/(650-35)=0.13>
0.1
T形截面的翼缘宽度bf按下式计算:
f=L0/3=6900/3=2300mm<
b+s=300+6900/3=6900,故取bf-2300mm;
梁高:
h0=650-35=615mm;
h'
f=80mm。
纵向钢筋HRB400fy=360KN/mm2;
判定T形截面类型:
Wfcb;
h;
h。
血〕=1311."
2300住0沢
2丿
615-80
I2丿
-1259106
Nmm
=1259KN
-m>
KMax=1.2X255.72=306.86KN•m
故各跨中截面属于第一类T形截面。
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
h0=650「70=580mm
正截面配筋计算如表8所示。
表8正截面配筋计算
-276.74
137.60
-47.01
V°
b/2(kNm)
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