馮利康水工鋼筋混凝土結構

1、1.基本資料 2 2. 樓蓋的平面結構布置 2 3. 板的設計 3 3.1 確定板的計算跨度及計算簡圖 3 3.2 荷載計算 4 3.3內力計算 4 3.4配筋計算 5 3.5 確定各種構造鋼筋 6 3.6 繪制板的配筋示意圖 6 4. 次梁的設計 6 4.1 確定計算跨度及計算簡圖 6 4.2荷載計算 7 4.3內力計算 8 4.4 正截面強度計算 8 4.5 根據(jù)計算結果和構造要求，繪制配筋示意圖 10 5. 主梁的設計 10 5.1 確定計算跨度及計算簡圖 10 5.2荷載計算 11 5.3內力計算 11 5.4 主梁正截面和斜截面承載力計算 14 5.5 主梁吊筋計算 16 5.6 正

2、常使用極限狀態(tài)驗算 16 1. 基本資料 1.1 荷載 ( 1)樓面活荷載，單位為 6.5kN/m2。 ( 2)樓面面層：水磨石地面 0.65 kN/m2。 (3) 樓蓋自重：鋼筋混凝土容重丫 =25 kN/m3。 ( 4)平頂粉刷： 0.25 kN/m2。 1.2平面尺寸為：29.0X 16.2m2 1.3 材料及設計參數(shù) (1) 混凝土： C20 或 C25 ( 2)鋼筋：主梁及次梁縱向受力筋用 II 級鋼筋， 板內及梁內的其他鋼筋可以采用 I 級。 ( 3)構件安全等級為二級，設計狀況去持久狀況、環(huán)境類別為一類。 ( 4)各種系數(shù)的確定 丫 d=1.2 丫 g=1.05 丫 q=1.2

3、依據(jù)(3)得丫 0=1.0 書=1.0 2. 樓蓋的結構平面布置 (1) 確定主梁跨度7.2m，次梁的跨度為5.4m,板的跨度2.4m,主梁每跨內布置兩根次 梁。 (2) 板厚應滿足hB 80mm,(一般取hB在1/401/30之間)。經計算取 hB=100mm (3) 次梁截面高度應滿足 hc=l/18l/12=5400/185400/12=(300450)mm.。考慮到樓面活 荷載比較大，取 hc=450mm。截面寬度取 bc=250mm。 (4) 主梁的截面高度應滿足 hz=l/15l/10=7200/157200/10=(521.4912.5)mm,取 hz=650mm。截面寬度取為b

4、z=400mm。 (5) 柱的截面尺寸為：450X 450mm2 (已知) 樓蓋結構平面布置圖見圖 1。 B B3 tB 卜 Bl. B3 曲 Z） q _Z b ii ii ij ii ii “in “5 圖1樓蓋結構平面布置圖 3.板的設計（按彈性理論計算） 3.1確定板的計算跨度及計算簡圖 Em 注詡00 T匸 q + g = ll,37 當按彈性理論計算時，其計算跨度為： 中跨：lc=2400mm 0.11 c=240mm b=b c=250mm0.1lc I n=lc b=2400 250=2150mm 取 l0=1.1ln=2365mm 邊跨：a=120mm hB=100mma n

5、=2500 bc/2 120=2250mm 取 l0= ln+0.5 (hB+b) =2250+0.5X (100+250)=2430mm 3.2荷載計算 取1m寬板計算： 面層 水磨石每平方米重 10.65KN /m 板自重 板厚 125 0.12.5KN /m 平頂粉刷每平方米重1 0.25KN/ m 板的恒載標準：gk 0.65 2.5 0.25 3.4kN/m 活荷載標準值：Pk標準值1 6.5KN /m 恒載設計值：gGgk 3.4 1.05 3.57KN /m 活載設計值：qQqk 6.5 1.2 7.8KN /m 設計值總和：QgkQqk 3.57 7.8 11.37KN /m

6、3.3內力計算 按彈性理論計算，由于邊跨與中跨的跨度相差不到10%，可采用等跨表格計算。 由于邊跨與中跨的跨度差(2430 2365)/2365 2.7% 10%，所以可以按等跨計算。 跨中彎矩： 邊跨：M1 = 0.0781 3.57 2.432+0.1 7.8 2.432= 6.26KN/m 中間跨：M2= 0.0331 3.57 2.3652+0.0787 7.8 2.3652= 4.1kN/m M3= 0.0462 3.57 2.36F+0.0855 7.8 2.36養(yǎng) 4.65KN/m 支座彎矩：丨(2.365+2.43)/2=2.3975m Mb = 0.105 3.57 2B97

7、52 0.119 7.8 2.397*= 7.49kN/m Me = 0.079 3.57 2.3652 0.111 7.8 2.3652= 6.4 支座邊緣彎矩： Vbl= 0.606X 3.57X 2.255 0.62 X 7.8X 2.255= 15.79kN/m Vb=0.526X 3.57X 2.255+0.598X 7.8X 2.255=14.75kN/m Mb= | Mb |VB|b/2=7.49 14.75X 0.25/2=5.65kN/m VeL= 0.474X 3.57X 2.15 0.576X 7.8X 2.15= 13.48kN/m Vcr=0.5X 3.57X 2.1

8、5+0.591X 7.8X 2.15=13.94kN/m Mc = | Mc| |Vc|b/2=6.4 13.48X 0.25/2=4.74kN/m 3.4配筋計算 根據(jù)各跨跨中及支座彎矩可列表計算如下： h0=h a=100 25=75mm b=1m=1000mm 混凝土取 C20 fc=10N/mm2 選 I 級鋼 fy=210N/mm2E b=0.614 最小配筋率=0.15% 表1板配筋計算表 截面 1 B 2 C 3 丫 dM ( kN m ) 7.51 6.78 4.92 5.69 5.58 fcbhg 56.25 56.25 56.25 56.25 56.25 =d 0 M s

9、fcbh2 0.13 0.12 0.09 0.10 0.10 1 J1 2 s 0.14 0.13 0.09 0.11 0.11 s 1 0.5( E b) 0.93 0.935 0.955 0.945 0.945 Ad 0 M s f yh0 512.7 460.4 327.1 382.3 374.9 選鋼筋 10150 10150 8140 8130 8130 實際配筋 524 524 359 387 387 配筋率（最小配 筋比較率） 0.698% 0.698% 0.479% 0.516% 0.516% 3.5確定各種構造鋼筋 包括分布筋、嵌入檣內的板面附加鋼筋、垂直于主梁的板面附加鋼筋

10、。 3.6繪制板的配筋示意圖 如下：（亦可見大圖一） LO r7i(?ln*l!Wr B2 B4 m 111 B 4 戶 dhw ni I呂 OMDlSD Bl 30 Qj-eea+ci Ul 麗 r Jsai；3o l|l eoa Bf FBipsa GO l|l g &M l|l J 存林怖 i|Kl(*luHl!5Or I IN Fnl djtaL01 圖2板的配筋示意圖 4.次梁的設計（按塑性內力重分布計算） 4.1確定計算跨度及計算簡圖 按塑性內力重分布計算時，其計算跨度為： 中跨：I。ln 5400 4005000 mm 邊跨：I n=5400120 bz/2=5400120 20

11、0=5080mm lo=1.O25ln=52O7mmln+a/2=5O8O+12O=52OOmm 所以，l0=5200mm 且邊跨與中跨的跨度差（5200 500Q/5000 4%10%，所以可以按等跨計算 q + g-29.766 4.2荷載計算 由板傳來：板恒載 次梁間距=3.4X2 .4= 8.16KN/m 次梁肋自重：b(hc hB)X鋼筋混凝土容重=0.25X( 0.45 0.1)X 25=2.1875KN/m 次梁粉刷重：2X (hc hB)X粉刷層每平米重=2X( 0.45 0.1)X 0.25=0.175KN/m 恒載：gk 10.52KN /m 活載：qk活荷載標準值次梁間距

12、6.5 2.4 = 15 .6 KN /m 恒載設計值：g Ggk 1.05 10.52 11.046KN /m 活載設計值：qQqk 1.2 15.6=18.72KN /m 設計總值：ggkQqK 29.766 KN /m 4.3內力計算 0,47 0.55 -0.55 -r,45 Mi=1/11 29.766 5.22 = 73.2KN/m M2=1/16 29.766 52 = 46.509KN/m Mb= 1/11 29.766 5.2273.2KN/m Va=0.45 29.766 5.08 = 68.0KN Vbl = 0.6 29.766 5.08= 90.7KN Vbr = 0

13、.55 29.766 5= 81.9KN 4.4正截面強度計算 (1)支座截面按hcx hB矩形截面計算。 a=450 35=415mm 次梁跨中按T形截面計算，求 bf L0/3=5000/3=1666.7mmb+sn=250+2400=2650mmh0=h hf=hB=100mm hf/h0=100/415=0.2410.1 所以 bf=1666.7mm 判斷屬于第幾類T形截面 取混凝土為 C20 fc=10N/mm2 fcbfhf (h0 hf/2) =10 1666.7 100 (415 50)=608.35KN/m 丫 dMmax=1.2 73.2=87.8KN/mf cbf hf

14、( ho hf/2) 所以屬于第一類T形截面 (2)鋼筋截面計算如下： 取取混凝土為 C20 fc=10N/mm2 U 級鋼筋 fy=310N/mm2 E b=0.544 b=250mm ho=h a=450 35=415mm bf=1666.7mm 表2次梁的抗彎計算表 截面 1 B 2 M(kN m) 73.2 73.2 46.5 fcbh2(fcbho) 2870.5 430.6 2870.5 d 0 M (d 0 M ) sfcbhosfcbf h2 0.03 0.204 0.019 1 J 2 s ( E b=0.544) 0.03 0.231 0.019 s 1 0.5 0.985

15、 0.885 0.991 Ad 0 M s f yh0 693.2 771.5 437.7 選鋼筋 2 劊 18+1 生 16 2 空16+電 122 3 14 實際配筋 710.1 782.1 462 配筋率（最小配筋比較率） 0.68% 0.75% 0.45% 表3次梁的抗剪計算表 截面 A B左 B右 V (kN) 60.8 90.7 81.9 1 0.25f cbh0 d 216.1 216.1 216.1 1 Vc 0.7fcbhg d 60.5 60.5 60.5 Asv s d(V Vc)/(1.25fyvh。) 0.056 0.225 0.160 箍筋肢數(shù)、直徑 6150 (2

16、/ 6150 (2/ 6150 (2/ 實配箍筋A S 0.378 0.378 0.378 配筋率（最小配筋比較率） 0.15% 0.15% 0.15% 4.5根據(jù)計算結果和構造要求，繪制配筋示意圖 圖3次梁配筋圖 5.主梁設計（內力按彈性理論計算） 5.1確定計算跨度及計算簡圖 主梁的計算跨度： 中跨：lo=ln+b 柱=lc=7200mm 邊跨：ln=7300120 b柱/2=6955mm ln+b 柱/2+0.025ln=6955+225+0.025X 6955=7354mm0.1，所以翼緣計算寬度按 L0/3=7.2/3=2.4m 和 b+sn=5.4m 中 較小的確定，所以取bf =

17、2.4m=2400mm 判斷跨中截面屬于第幾類T形截面 fcbfhf (ho hf/2) =12.5 2400 100 (615 50)=1695KN/m 丫 dMmax=1.2X 344.2=413KN/mvfcbfhf (ho hf/2)所以屬于第一類 T 形截面 支座截面按hcX hB矩形截面計算。 B支座處的彎矩設計值： MB=|M|max |V0|maxb/2=392.4 86.1 X 0.4/2=375.2KN/m C支座處的彎矩設計值： M C=|M|max |V0|maxb/2=311.8- 62.2 X 0.4/2=299.4KN/m 表6主梁正截面配筋計算 截面 1 B 2

18、 C M ( kN m) 344.2 375.2 222.1 299.4 d 0 M (d 0 M ) sfcbhosfcbf ho 0.036 0.238 0.023 0.19 1 J1 2 s(沁 b=0.544 ) 0.037 0.276 0.023 0.213 Asfcbh0 (Asfcb；h0) fyfy 2202 2737.7 1368.6 2112.8 選鋼筋 6空22 1生22+5巾1 25 3 25 6電22 實際配筋 2281 2834.1 1473 2281 5.4.2斜截面承載力計算： 箍筋用 I 級鋼 fyv=210N/mm2 fc=12.5N/mm2 bz=400m

19、m h0=615mm hf =hB=100mm 入=a/ h0=2554/615=4.23 所以入=3 hw=h0 hf=615 100=515mm hw/b=515/400=1.34 所以按丫 dV 丫 d|V|max=1.2X 228.7=274.4KN 故截面尺寸滿 足要求 驗算是否需要計算配置箍筋 0.2fcbh。/(入 +1.5)=0.2 X 12.5X 400X 615/(3+1.5)=136.7KN svmin=0.12% Vcs=O.2fcbho/(入 +1.5)+1.25fyv ASV h0=136.7+161.4=298.1KN 丫 d|V|max=1.2X S 228.7

20、=274.4KN 滿足要求 所以配置 8100 (2)箍筋 5.5主梁吊筋計算 F=G+Q=74.193+101.88=176.073=176.1kN 吊筋用 I 級鋼 fy=210N/mm2 As=F/(2fy sin45 )=592.96mm2 所以：選吊筋為 10 (2)面積為628mm2 5.6正常使用極限狀態(tài)驗算 Gk = 70.66KN 0=次梁活載X次梁間距=18.72X 5.4=101.88KN Qk=18.72X 5.4/1.2=84.24 表7正常使用極限狀態(tài)主梁彎矩計算 項 次 荷載間圖 K K K K K K M 1a M1b Mb M2a M2b Me cn II 0

21、.238 0.142 -0.286 0.078 0.111 -0.191 LaSac 泌厶1 123.7 73.8 -147.1 39.7 56.5 -97.2 1II 0.286 0.237 -0.143 -0.127 0.111 -0.095 a a 178.6 148.0 -88.3 77.7 -67.8 -58.1 Q 1 1 H 0.048 -0.095 -0.143 0.206 0.222 -0.095 a a a n | -30.0 -59.3 -88.3 125.9 135.7 -58.1 ll HH 巴 0.226 0.119 -0.321 0.103 0.194 -0.048 141.1 74.3 -198.3 63.0 118.6 -29.3 0 II J ix tx ix lx ix 0.032 -0.063 -0.095 0.174 0.111 -0.286 -20.0 -39.3 -58.7 106.3 67.8 -174.8 Ms (K N) 組合項次 + + + + 組合值 302.3 -345.4 192.2 -272.0 Ml (K N) 組合項次 +0.5* +0.5* +0.5* +0.5* 組合值 213 -246.3 124.35 -233.2 表8長期組合裂縫驗算 h