钢筋混凝土现浇楼盖课程设计任务书与设计实例(1)

1、建筑结构课程设计指导及设计实例安阳工学院土木与建筑工程学院2012 年 12 月151设计资料某工业用仓库楼盖平面如图 1所示，采用现浇钢筋混凝土结构，可变荷载标准值 qk=6kN/m2,楼面做法：20mm厚水泥砂浆面层，钢筋混凝土现浇楼板， 20mm厚石灰 砂浆抹底。T丁12015500,550055005500-2750012，34555000546O5a6n5612005391图1楼盖平面图2材料选用(1)混凝土：采用 C30 级(fc=14.3N/mm2, ft=1.43N/mm2,1=1.0);(2)钢筋：板中钢筋采用HPB235级(fy fy =210N/mm2),梁中纵筋采用HR

2、B400 级(fy fy =360N/mm2),箍筋采用 HPB235 级。3结构平面布置(见图2)55005500550055000517X0OOT2XO0517X05500图2楼盖结构平面布置图4板的计算(按考虑塑性内力重分计算)板厚度按不验算挠度条件应不小于1/40 2150/40 54mm,工业房屋楼面板最小 厚度为80mm,故取板厚h=80mm。次 梁高度 h (1/12 1/18)1 (1/12 1/18) 5500 =458 306mm ,故取次 梁高度 h =400mm,宽度 b=200mm。(1)荷载计算查建筑结构荷载规范GB50009-2001,钢筋混凝土重力密度 24-2

3、5kN/m3 (本例 取25kN/m3),水泥砂浆重力密度20kN/m3,石灰砂浆重力密度17kN/m3。20mm厚水泥砂浆面层：0.02 20 0.4kN/m280mm厚钢筋混凝土板：0.08 25 2 kN/m220mm厚石灰砂浆抹底：0.02 17 0.34 kN/m2板恒载标准值：gk 0.4 2 0.34 =2.74kN/m2板活载标准值：qk=6kN/m2板荷载设计值：由可变荷载效应控制的组合q 1.2 2.74 1.3 6 =11.088kN/m2(对标准大于4kN/m2的工业房屋楼面结构的活荷载分项系数q =1.3)由永久荷载效应控制的组合 2q 1.35 2.74 1.3 0

4、.7 6=9.159kN/m2故，取荷载设计值为q=11.088kN/m2(2)计算简图计算跨度(图3)图3板的计算跨度边跨(一端与梁整体连接，另一端搁置在墙上)1n t/2 2150 200/2 120 80/2=1970mm1n a/2=1940+60=2000mm故，取 1 =1970mm中跨 11n 2150 200=1950mm平均跨 1 (1970 1950)/2=1960mm (计算B支座负弯矩用)取1m板宽为计算单元，计算简图如图 4所示。q=11.088kN/m 2 ：-/1.2132177ABCCBA111970,1950 i 1950 'I 1950|1970,图

5、4板的计算简图(3)弯矩计算边跨与中跨计算长度相差(1970 1950)/1950=1.03%<10%,可按等跨连续板计算内I 212M1 ql 11.088 1.972=3.912kN.mII 11Mb ql2 11.088 1.962 =-3.872kN.m11111212M2 M3 ql211.088 1.952=2.635kN.m16161 212Mc 一 ql 11.088 1.95 =-3.012kN.m14 14(4)配筋计算该楼盖处于室内正常环境，板保护层厚度取c=15mm, h。 h 20 80 20=60mm1-轴线间板带的中间跨和中间支座考虑板的内拱作用，弯矩值降低

6、20%,计算结果见表1。表1板的配筋计算截回1B2C弯矩设计值(kN.m )3.912-3.8722.635(2.108)-3.012(-2.410)-2s M / 1 fcbh00.0760.0750.051(0.041)0.059(0.047)14 2s0.0790.0780.052(0.042)0.061(0.048)Asbh° #c/fy(mm2)322.8318.7212.5(171.6)249.2(196.1)选配钢筋 6/8110As =357 mm2(8125As=314 mm2)O6/8110As =357 mm 2( 6/8125As =314 mm2) 6110

7、 As=257 mm 2(6125As =226 mm2) 6110As =257 mm2(6125As =226 mm2)5次梁计算(按考虑塑性内力重分计算)(1)荷载计算由板传来恒载： 2.74 2.15=5.891kN/m次梁自重：0.2 (0.4 0.08) 25=1.6kN/m次梁粉刷：(0.4 0.08) 2 0.34 =0.218kN/m次梁恒载标准值：gk 5.891 1.6 0.218 =7.709kN/m次梁活载标准值：qk 6 2.15=12.9kN/m次梁荷载设计值(由板的计算可知，只须考虑由可变荷载效应控制的组合)q 1.2gk 1.3qk 1.2 7.709 1.3

8、 12.9=26.021kN/m(2)计算简图25052555500525000551 L图5次梁计算跨度设主梁截面尺寸为b h 250 600 mm,则计算跨度为(图5)： 边跨(一端与主梁整体连接，另一端搁置在墙上)a240l ln 5255=5375mm<1.0251n 1.025 5255 =5386mm22故，取 1 =5375mm中跨：1 ln =5250mm平均跨：1 (5375 5250)/2=5313mm (计算B支座负弯矩用)次梁计算简图如图6所示。q=26.02kN/m2ABCCBA5375,5250,5250:5250,5375图6次梁计算简图(3)内力计算边跨与

9、中跨计算长度相差(5375 5250)/5250=2.4%<10%,可按等跨连续梁计算内力弯矩计算:1212Mi ql226.02 5.3752 =68.34kN.m1111Mb1 2 ql111226,02 5.3132 =66.77kN.m111212M2 M3 ql226.02 5.252 =44.82kN.m16161212Mcql226.02 5.252 =-51.23kN.m剪力计算:1414VA0.45qln0.4526.025.255=61.53kNVB左 0.6qln 0.6 26.02 5.255 =82.04kNVB右 VC0.55qln 0.55 26.02 5.

10、250 =75.13kN(4)正截面承载力计算次梁跨中截面按T形截面进行计算，有效翼缘宽度为:bf l/3 5500/3=1833mm<b，200 1950 =2150mm故，取 bf=1833mm室内正常环境，梁保护层厚度取 c=25mm跨中截面钢筋排一排，h0 h 35 400 35=365mm1fcbfhf(h0 &)1,0 14.3 1833 80 (365 80) = 681.51 106 N.mm22=681.51kN.m>68,34kN.m故，属第一类T形截面支座截面按矩形截面计算，B支座截面钢筋排二排，h0 h 60 400 60=340mm,其它支座截面钢

11、筋排一排，ho h 35 400 35=365mm,次梁正截面承载力计算见表2。表2次梁正截面承载力计算截面1B2CM （kN.m）68.3466.7744.8251.23213。或1fcbfh。2（N.mm）14.3 1833 3652一 一一 9= 3.492 10（一排）14.3 200 3402一一一一 9= 0.331 10（二排）14.3 1833 3652一 一一一 9= 3.492 10（一排）14.3 200 3652一一一一 9= 0.381 10（一排）M s1 fcbh20.0200.2020.0130.1341 / 2 s0.0200.228<0.350.013

12、0.1441 fcbh。sf1 y（mm2）531.5615.9345.5417.6选配钢筋2酗2214 As=534mm23®12214As=647mm 22012114As=379.9mm22141014 As=461mm2（5）次梁斜截面承载力计算0.25 cfcbh0 0.25 1.0 14.3 200 340=243100N=243.1kN>Vmax=82.04kN0.7ftbh0 0.7 1.43 200 340 =68068N=68.07kN<VB左（82.04kN）、VB右（75.13kN）0.7ftbh0 0.7 1.43 200 365=73073N=

13、73.07kN>VA=61.53kN可见次梁截面尺寸满足要求，B支座及中间支座截面应按计算配箍筋，次梁斜截面承载力计算见表3 （只考虑箍筋的抗剪作用，部分弯筋的抗剪作用作为安全储备）。svnAsv12 28.3-=0.19%> sv,minbs 200 1500.24-fL 0.24 143 =0.16% fyv210表3次梁斜截面承载力计算截面AB （左）B （右）CV (kN)61.5382.0475.1375.13箍筋肢数直径26262626AvnAv1(mm2)2 28.3=56.62 28.3=56.62 28.3=56.62 28.3=56.60.7ftbh0 (kN)

14、73.0768.0768.0773.07fyv (N/mm2)210210210210S1叫入八一1.25 210 56.6 3401.25 210 56.6 3401.25 210 56.6 3653 V 0.7ftbh。(mm)82040 68070=36275130 68070=71575130 73070=2632选配箍筋（按构造） 6150 6150 6150 6150验算配箍率6主梁的计算（按弹性理论计算）（1）荷载计算由次梁传来恒载：7.709 5.5=42.40kN主梁自重：0.25 （0.6 0.08） 25 2.15=6.99kN主梁抹灰：（0.6 0.08） 2 2.15

15、 0.34=0.76kN主梁恒载标准化Gk 42.40 6.99 0.76 =50.15kN主梁活载标准值：Pk 12.9 5.5=70.95kN主梁恒载设计化 G 1.2Gk 1.2 50.15=60.18kN主梁活载设计值：P 1.3 Pk 1.3 70.95 =92.24kN（只须考虑由可变荷载效应控制的组合）（2）计算简图计算跨度（图7）64506450O6图7主梁计算跨度边跨b370370 ,1.0251n 1.025 6180 =6519.5mm>lc 6180 150 =6515mm222故，取 1 =6515mm中跨11c 6450 mm平均跨1 (6515 6450)/

16、2=6482.5mm (计算 B 支座负弯矩用)主梁计算简图见图8。ABBA6515645016515图8主梁计算简图(3)内力计算边跨与中跨计算长度相差(6515 6450)/6450=1.0%<10%,可按等跨连续梁计算内 力。主梁按弹性理论计算，主梁自重近似化为集中荷载，在集中荷载作用下(三跨)连 续梁的弯矩、剪力系数列于表4。表4等截面等跨连续梁内力系数表荷载图跨内取大弯矩支座弯矩剪力MiM2MbM CCVaVB左VB右VC左Vc右VdP PPM HP P PIII0.2440.067-0.267-0.2670.733-1.2671.000-1.0001.267-0.733142

17、a£lABCDIP PP11P _L0.289一-0.133-0.1330.866-1.134001.134-0.866 Pu3一0.200-0.133-0.133-0.133-0.1331.000-1.0000.1330.133A五公P1PP PI "0.2290.170-0.311-0.0890.689-1.3111.222-0.7780.0890.089口口注：M 表中系数 Pl 2 , V 表中系数 P ；M -使截面上部受压，下部受拉为正,V-对邻近截面所产生的力矩沿顺针方向者为正。弯矩计算:Mk1Glk2Pl （其中K、k2可由表4查出）边跨Gl 60.18 6

18、.515=392.07kN.mPl 92.24 6.515 =600.94kN.m中间跨Gl 60.18 6.450=388.16kN.mPl 92.24 6.450 =594.95kN.m支座BGl 60.18 6.4825 =390.12kN.mPl 92.24 6.4825=597.94kN.m主梁弯矩计算见表5。表5主梁弯矩计算表项次荷载简图kMikMBkM21G G1 1GUG G G1 10.2440.2670.06795.67104.1626.01a i a 2 a a2P PP P1 1 _ JI0.2890.1330.133173.6779.5379.13A A A A3.-

19、 1PP1 . 一0.133/30.1330.20026.6479.53118.99A 4P PIIIPP0.2290.311185.96(0.089)53.22)0.170137.62101.14A a a aM max(kN.m)组合项次族合值+269.34一+145.00Mmin(kN.m)组合项次组合值+69.03+-290.12+-53.12注：表中项次4中括号内数值为C支座弯矩系数和弯矩值，其余项次的C支座弯矩系数和弯矩值与B支座相同剪力计算V k3G k4P （ k3、k4 由表 4 查出）主梁剪力计算见表6,剪力包络图如图9所示。123.99107.66A28.4344.761

20、72.9060.1820.48B 20.48表6主梁剪力计算表项次荷载简图kVAkVb左kVb右1G G G G G G1 1L ".0.7331.2671.000A 1 A 2 A A44.1176.2560.182P PP P一 i i .J 1 .口 A0.86679.881.134104.60004P PP P1 1 J 1 .0.68963.551.311120.931.222112.72A A A AVmax组合项次+(kN)组合值123.99180.85172.90Vmin组合项次+(kN)组合值107.66197.1860.18180.85197.18图9主梁剪力包络

21、图(4)正截面承载力计算主梁跨中截面在正弯矩作用下按 T形截面计算，翼缘宽度为：bf l /3 6450/3=2150mm< b Sn=5500mm,故，取 bf=2150mm, h0 600 35 565mm,hf8061 fcbf hf (h0 f 1.0 14.3 2150 80 (565 ) =1291.29 106 Nl- mm=1291.29kN.m>269.34kN m故，属第一类T形截面主梁支座截面及在负弯矩作用下的截面按矩形截面计算，支座截面钢筋排二排，ho h 75 600 75=525mm；其它支座截面钢筋排一排，h0 h 55 600 55=545mm； 主

22、梁正截面承载力计算见表7。表7主梁正截面承载力计算表截面1B2M （kN.m）269.34-290.12145.00-53.12V0b/2（kN.m）一23.49一一M V°b/2（kN.m）269.34266.63145.0053.12_ . . 2 .1 fcbh0 或1 fcbf h（2（N.mm）214.3 2150 5252一一 9= 8.474 10（二排）,_ 214.3 250 525一一一一 9= 0.985 10（二排）214.3 2150 5652一一一 9= 9.814 10（一排）,_ _214.3 250 545_9= 1.062 10（一排）Ms-2"1 fcbh00.0320.2710.0150.0501玳2 s0.0330.323<0.5180.0150.0511 fcbh。 Asfy（mm2）17501684.0723.8276.0选配钢筋2&144 22A =1828mm23020 （直）3018 （弯） As=1704mm22018 （直）曲8 （弯）As=763mm22也14 （直）As=308mm2注： V0G P 1.2 6.99/2=60.18+92.24+4.19=156.61kN ;B截面支座宽度（即柱宽度