荷载及配筋计算表
桥梁配筋计算
1、基本资料梁宽b(mm)200梁高h(mm)400混凝土等级C25钢筋级别II结构安全级别III砼强度设计值f c (Mpa)12.5钢筋强度设计值f y (Mpa)310混凝土重度γ（kN/m3)25结构重要性系数γo0.9设计状况系数ψ1荷载分项系数（永久）γG 1.05荷载分项系数（可变）γQ 1.2荷载分项系数（可控可变）γQ 1.1 2、荷载计算梁自重标准值g k=bhγ（kN/m)2梁自重设计值g=γG g k（kN/m) 2.1集中荷载G k 标准值G k （kN）5集中荷载G 设计值G=γG G k （kN） 5.25可控可变荷载标准值Q k（kN)40可控可变荷载设计值Q= γQ Q k（kN)44人群荷载标准值q k（kN/m) 1.2人群荷载设计值q=γQ q k（kN/m) 1.44 3、内力计算支承长度a （m)0.4净跨l n（m) 3.6计算跨度l0=l n+a （m)4计算跨度l0=1.05l n （m) 3.78 l0取小值（m) 3.78简支梁跨中弯矩设计值 M（kN·m)47.58 4、配筋计算环境类别2保护层厚度c (mm)35估计筋直径d (mm)20钢筋排数单钢筋合力点到边缘距离a (mm)45截面有效高度h0=h-a (mm)355承载极限时的结构系数γd 1.2相对界限受压高度ξb0.544相对受压高度ξ=1-(1-2γM/(f c bh02))0.50.202ξ或ξb采用小值0.202受拉钢筋截面面积A s (mm2)576.921配筋率ρ=A s/(bh0) (%)0.81梁最小配筋率ρmin0.15配筋率满足要求满足矩形截面常用配筋率0.6%~0.15%截面合适5、选用配筋直径d 1 (mm)16直径为d1的钢筋根数3A s1 (mm2)603直径d 2 (mm)0直径为d2的钢筋根数0A s2 (mm2)0A s=A s1+A s2 (mm2)603满足要求排成一排所需梁宽(mm)178可以。
荷载及配筋计算表
465 415 465
9.6 11.9 14.3
梁自重 Q(包底) 2.63
分项系 乘1.2重 乘1.2梁重 数 Q(不包底) Q(包底) 1.2 2.99 3.15
活载q 2 2 2 2 2 2
分项系数 乘1.2系数
恒载+活载 6.088 6.688 6.988 7.288 7.588 7.888
梁自重G
3 梁宽(B) 梁高(H) 砼容重KN/M
梁自重①
梁 线 荷 载 计 算 表 梁侧抹 梁底抹 梁自重 灰重 灰重 Q(不包底) 0.228 0.0912 2.49
g梁(恒)
0.24
0.4
25
2.4
板 线 荷 载 计 算 表 板荷载计算表
板自重G(恒) 板自重G(恒) 板自重G(恒) 板自重G(恒) 板自重G(恒) 板自重G(恒) 板自重G(恒) 20厚水泥砂 浆面层重 分项系数 (恒)
单筋矩形梁配筋表 弯矩KN.M 强度等级 126 75 42 C20 C25 C30 梁高H 500 450 500 梁宽B 250 250 250
梁有效高度 fc值
α值 1-2*α的平方根值 0.2428 0.7172132 0.14638 0.8409771 0.05433 0.9441044
分项系数
乘1.2系数 12.02 12.08
1.2 1.2
γ值 1.164678 1.08638 14.4 309.7
1.4 1.4 1.4 1.4 1.4 1.4
2.8 2.8 2.8 2.8 2.8 2.8
3.15 12.02 12.08
墙线荷载 KN/M 5.12 7.86 8.75 15.20 18.34
墙重 乘1.2系数 1.82 2.96 4.1 5.24 7.71 6.14 9.43 10.50 18.24 22.01
楼板配筋计算
LB-1矩形板计算、构件编号LB-1二、示意图三、依据规范建筑结构荷载规范》GB50009-2001 混凝土结构设计规范》GB50010-2002四、计算信息1. 几何参数计算跨度:Lx = 6000 mm; Ly = 5000 mm板厚:h = 150 mm2. 材料信息混凝土等级:C30fc= 14.3N/mm2ft= 1.43N/mm2ftk= 2.01N/mm2Ec= 3.00 X 104N/mm2钢筋种类:HRB335fy = 300 N/mm2Es = 2.0 X 105 N/mm2最小配筋率:纵向受拉钢筋合力点至近边距离: as =20mm保护层厚度:c =15mm3. 荷载信息（均布荷载）永久荷载分项系数:1.200可变荷载分项系数:1.400准永久值系数:1.000永久荷载标准值:q gk =6.000kN/m2可变荷载标准值:q qk = 2.000kN/m24. 计算方法:5. 边界条件（上端/下端/左端/右端）:简支/简支/简支/简支6. 设计参数结构重要性系数:1.00泊松比:0.200五、计算参数: 1.计算板的跨度:Lo = 5000 mm 2.计算板的有效高度: ho = h-as=150-20=130 mm六、配筋计算所以按双向板计算）:1.X 向底板钢筋1）确定X 向板底弯矩Mx =表中系数(丫G*gk+ Y Q* qk)*Lo20.0343+ 0.0524* 0.200)*( 1.200* 6.000+1.400*2.000)*5211.205 kN*m 2）确定计算系数a s = Y o*Mx/( a 1*fc*b*ho*ho)1.00* 11.205 X 106/( 1.00*14.3*1000*130*130)0.046 3）计算相对受压区高度E =-Sqrt(1-2* a s) =-Sqrt(1-2* 0.046) =0.047 4）计算受拉钢筋面积= 294mm2 5）验算最小配筋率p 二 As/(b*h) = 294/(1000*150)= 0.196% p <p min = 0.200%不满足最小配筋要求所以取面积为As = p min*b*h =0.200%*1000*150 = 300 mm2采取方案d10@200实配面积392 mm2 2.Y向底板钢筋1）确定丫向板底弯矩My =表中系数(丫G* gk+ 丫Q* qk)*Lo20.0524+ 0.0343*0.200)*( 1.200* 6.000+ 1.400* 2.000)*5214.825 kN*m 2）确定计算系数a s = Y o*Mx/( a 1*fc*b*ho*ho)1.00* 14.825 X 106/( 1.00* 14.3*1000*130*130)0.061 3）计算相对受压区高度E =-Sqrt(1-2* a s) =-Sqrt(1-2* 0.061) = 0.063 4）计算受拉钢筋面积= 393mm2 5）验算最小配筋率p 二 As/(b*h) = 393/(1000*150)= 0.262%pAp min = 0.200%满足最小配筋要求采取方案d10@200实配面积392 mm2七、跨中挠度计算：Mk 按荷载效应的标准组合计算的弯矩值Mq 按荷载效应的准永久组合计算的弯矩值1. 计算荷载效应Mk = Mgk + Mqk0.0524+ 0.0343* 0.200)*( 6.000+ 2.000)*52 =11.860 kN*mMq = Mgk+ q*Mqk0.0524+ 0.0343* 0.200)*( 6.000+ 1.000* 2.000)*52 =11.860 kN*m2. 计算受弯构件的短期刚度Bs 1）计算按荷载效应的标准组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力sk = Mk/( 0.87*ho*As）（混凝土规范式8.1.3－3)11.860 X 106/( 0.87*130*392) = 267.508 N/mm 2）计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积:Ate = 0.5*b*h = 0.5*1000*150= 75000mm2P te = As/Ate混凝土规范式8.1.2－4) 3）计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数1.1-0.65*ftk/( P te*混凝土规范式8.1.2－2)1.1- 0.65*2.01/( 0.523%* 267.508) = 0.166因为9不能小于最小值0.2,所以取9 = 0.2 4）计算钢筋弹性模量与混凝土模量的比值5）计算受压翼缘面积与腹板有效面积的比值矩形截面，丫f=06）计算纵向受拉钢筋配筋率Pp 二 As/(b*ho)= 392心000*130)= 0.302% 7）计算受弯构件的短期刚度BsBs = Es*As*ho2/[0.2+6* a E* p /(1 +3.5 Y f混凝土规范式8.2.3--1)2.0 X 105*392*1302/[ 1.15* 0.200+ 0.2+6* 6.667*0.302%/(1+ 3.5* 0.0)]2.406 X 103 kN*m23. 计算受弯构件的长期刚度B1）确定考虑荷载长期效应组合对挠度影响增大影响系数0 p '=0寸，0 =2.0（混凝土规范第8.2.5 条)2）计算受弯构件的长期刚度BB = Mk/(Mq*(-⑪+Mk)*Bs (混凝土规范式8.2.2)11.860/( 11.860*( 2.0-1)+ 11.860)* 2.406 X 1031.203 X 103 kN*m24. 计算受弯构件挠度fmax = f*(qgk+qqk)*Lo4/B 10323.507mm5. 验算挠度挠度限值fmax= 23.507mm W fo= 25.000mm,满足规范要求！八、裂缝宽度验算: 1.跨中X方向裂缝1）计算荷载效应Mx =表中系数(q gk+q qk)*Lo20.0343+ 0.0524* 0.200)*( 6.000+ 2.000)*528.964 kN*m 2）带肋钢筋,所以取值vi= 1.0 3）计算按荷载效应的标准组合作用下,构件纵向受拉钢筋应力sk=Mk/( 0.87*ho*As）（混凝土规范式8.1.3-3)=8.964 X 106/(0.87*130*392)=202.187N/mm 4）计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate= 0.5*b*h= 0.5*1000*150=75000 mm2p te二As/Ate混凝土规范式8.1.2－4)因为p te= 0.0052 < 0.01,所以让p te= 0.015）计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数91.1-0.65*ftk/( p te*混凝土规范式8.1.2－2)=1.1- 0.65* 2.010/( 0.0100* 202.187)=0.454 6）计算单位面积钢筋根数n=5 7）计算受拉区纵向钢筋的等效直径deq deq=(刀ni*di2)/( 刀n i*vi*di =5*10*10/(5* 1.0*10)=10 8）计算最大裂缝宽度3 max二a cr* ® * o sk/Es*( 1.9c+ 0.08*Deq/ p te混凝土规范式8.1.2— 1)=0.1137mm <0.30,满足规范要求2.跨中丫方向裂缝1 ）计算荷载效应My =表中系数(q gk+q qk)*Lo20.0524+ 0.0343* 0.200)*( 6.000+ 2.000)*5211.860 kN*m 2）带肋钢筋,所以取值vi= 1.0 3）计算按荷载效应的标准组合作用下，构件纵向受拉钢筋应力sk=Mk/( 0.87*ho*As）（混凝土规范式8.1.3 —3)=11.860 X 106/( 0.87*130*392)=267.508N/mm 4）计算按有效受拉混凝土截面面积计算的纵向受拉钢筋配筋率矩形截面积，Ate= 0.5*b*h= 0.5*1000*150=75000 mm2 P te=As/Ate混凝土规范式8.1.2—4)因为P te= 0.0052 < 0.01,所以让P te= 0.015）计算裂缝间纵向受拉钢筋应变不均匀系数91.1-0.65*ftk/( p te*混凝土规范式8.1.2－2)=1.1- 0.65* 2.010/( 0.0100* 267.508)=0.612 6）计算单位面积钢筋根数n =5 7）计算受拉区纵向钢筋的等效直径deq deq=(刀ni*di2)/( 刀ni*vi*di) =5*10*10/(5* 1.0*10)=10 8）计算最大裂缝宽度3 max二a cr* ® * osk/Es*( 1.9c+ 0.08*Deq/ p te混凝土规范式8.1.2— 1)=0.2027mm <0.30,满足规范要求。
荷载计算表
做设计经常取平均值：设计关键参数的确定：基本风压=0.35N/m2抗震设防烈度=6度，0.05g,,一组楼板面荷载：恒载：假定楼板厚度均为120mm,0.12x25=3KN/m2附加面层恒载一般是：1.5~2.0kn 3+2=5KN/M2活载：查荷载规范：民用建筑楼面均布活荷载2.0屋面荷载：恒载：假定楼板厚度均为120mm,0.12x25=3KN/m2附加面层恒载一般是：3.5kn 3+3.5=6.5KN/M2活载：查荷载规范：民用建筑楼面均布活荷载3.0隔墙荷载：14kn/m3x0.2（墙厚）=2.8kn/m2（砖墙重）0.04(抹灰厚)x20kn/m3=0.8kn/m2(抹灰)2.8+0.8=3.6kn/m2实心墙：3.6x3(墙高)=10.8KN/M有窗户：7.0目录第一部分主体设计一、计算依据二、荷载计算三、内力分析及结构设计第二部分人防设计一、计算依据二、荷载计算三、内力分析及配筋设计第三部分基础设计一、计算依据第一部分：主体设计：一、计算依据：1.我国现行的《建筑结构荷载规范（GB50009-2001）》、《混凝土结构设计规范（GB50010-2002）》、《建筑抗震设计规范（GB50011-2001）》、《高层建筑混凝土结构技术规程（JGJ 3-2002）》以及《建筑用料说明（陕02J）》。
2.建筑施工图中的用料说明表；以及相关专业的互提资料。
二、荷载计算：1.各层楼板面荷载计算：根据建施平面及功能布置，以及（GB50038-2001）相关章节之规定。
未注荷载单位为kN/m2（面荷载）。
1)地下室顶板荷载统计：a.恒载合计为6.00，其中各项如下：顶棚粉刷（20厚水泥砂浆）为：0.02×20 = 0.40顶板自重（200厚）为：0.20×25 = 5.00水泥砂浆地面（30厚）为：0.03×20 = 0.60设计时按6.2考虑。
b.活荷载为：疏散楼梯间、电梯厅3.5；其余2.0。
荷载及配筋计算表
单筋矩形梁配筋表 弯矩KN.M 强度等级 126 75 42 C20 C25 C30 梁高H 500 450 500 梁宽B 250 250 250
梁有效高度 fc值
α 值 1-2*α 的平方根值 0.2428 0.7172132 0.14638 0.8409771 0.05433 0.9441044
1.2 1.2 1.2 1.2 1.2 1.2
3.288 3.888 4.188 4.488 4.788 5.088
梁上墙上开洞口线荷载 墙种类 60 120 180 240 370
L中线
4.2 4.2 5.1 4 4.2
H层高
3.6 3.6 3 3.3 3.6
上层梁高h 洞口高H 0.4 0.5 0.4 0.4 0.5 1.5 1.5 1.8 0 1.8
465 415 465
9.6 11.9 14.3
算 表 梁自重 Q(包底) 2.63 分项系 乘1.2重 乘1.2梁重 数 Q(不包底) Q(包底) 1.2 2.99 3.15
算 表 活载q 2 2 2 2 2 2
分项系数(活) 乘1.2系数
恒载+活载 6.088 6.688 6.988 7.288 7.588 7.888
1.4 1.4 1.4 1.4 1.4 1.4
2.8 2.8 2.8 2.8 2.8 2.8
3.15 12.02 12.08
墙线荷载 KN/M 5.12 7.86 8.75 15.20 18.34
墙重 乘1.2系数 1.82 2.96 4.1 5.24 7.71 6.14 9.43 10.50 18.24 22.01
梁自重G
3 梁宽(B) 梁高(H) 砼容重KN/M
梁自重①
荷载计算书
板式楼梯计算书
一、构件编号:LT-1
二、示意图：
三、基本资料：
1.依据规范：
《建筑结构荷载规范》（GB 50009－2001）
《混凝土结构设计规范》（GB 50010－2010）
2.几何参数：
楼梯净跨: L1= 2430 mm楼梯高度: H = 1950 mm
梯板厚: t = 100 mm踏步数: n = 10(阶)
1:8泡沫砼找坡2%(最薄20厚)0.08*6=0.48KN/m2
15厚板底抹灰0.015*17=0.255KN/m2
小计:3KN/m2
(2)屋面活载
不上人屋面0.5KN/m2
3.梁荷载
填充墙体：
外墙采用240厚自隔热混凝土小型砌块，取墙重4.2KN/m2（两面抹灰）
户内分隔墙采用120厚页岩多孔砖，取墙重2.7KN/m2（两面抹灰）
最大弯矩截面距左支座的距离: Lmax= 1.34 m
最大弯矩截面距左边弯折处的距离: x = 1.34 m
Mmax= Rl*Lmax－Pn*x2/2
= 18.92*1.34－14.17*1.342/2
= 12.63 kN·m
相对受压区高度：ζ= 0.255538配筋率：ρ= 0.008447
纵筋(1号)计算面积：As= 582.84 mm2
活荷控制：Pn(L) = γG*Pk＋γQ*B*q = 1.20*8.80＋1.40*1*3.50 = 15.46 kN/m
荷载设计值：Pn= max{ Pn(G) , Pn(L) } = 15.46 kN/m
3. 正截面受弯承载力计算：
左端支座反力: Rl= 20.64 kN
右端支座反力: Rr= 20.64 kN
箱涵结构和配筋计算
1、孔径及净空净跨径L 0 = 1.9m 净高h 0 =2m孔数m=12、设计安全等级二级结构重要性系数r 0 = 1.03、汽车荷载荷载等级公路 —Ⅱ级4、填土情况涵顶填土高度H =7.3m 土的内摩擦角Φ =30°填土容重γ1 =19kN/m 3地基容许承载力[σ0] =300kPa5、建筑材料普通钢筋种类HRB400主钢筋直径25mm 钢筋抗拉强度设计值f sd =330MPa涵身混凝土强度等级C 25涵身混凝土抗压强度设计值f cd =11.5MPa 涵身混凝土抗拉强度设计值f td = 1.23MPa 钢筋混凝土重力密度γ2 =25kN/m 3基础混凝土强度等级C 20混凝土重力密度γ3 =23.5kN/m 3(一)截面尺寸拟定 (见图L-01)顶板、底板厚度δ =0.5m C 1 =0.5m钢 筋 混 凝 土 箱 涵 结 构 设 计一 、 设 计 资 料二 、 设 计 计 算侧墙厚度t =0.6m C 2 =0.6m 横梁计算跨径L P = L 0+t = 2.5m L = 3L 0+4t =8.1m 侧墙计算高度h P = h 0+δ = 2.5m h = h 0+2δ =3m 基础襟边 c =0m 基础高度 d =0m 基础宽度 B =8.1m(二)荷载计算1、恒载恒载竖向压力p 恒 = γ1H+γ2δ =151.20kN/m 2恒载水平压力顶板处e P1 = γ1Htan 2(45°-φ/2) =46.23kN/m 2图 L-01底板处e P2 = γ1(H+h)tan 2(45°-φ/3) =65.23kN/m 22、活载汽车后轮着地宽度0.6m，由《公路桥涵设计通用规范》(JTG D60—2004)第4.3.4条规定，按30°角向下分布。
一个汽车后轮横向分布宽>1.3/2m >1.8/2m故横向分布宽度a = 1.8+1.3 =3.100m同理，纵向，汽车后轮着地长度0.2m0.2/2+Htan30°= 4.315 m >1.4/2m故b = 1.400m ∑G =140kN 车辆荷载垂直压力q 车 = ∑G/(a³b) =32.26kN/m 2车辆荷载水平压力e 车 = q 车tan 2(45°-φ/2) =10.75kN/m 2(三)内力计算1、构件刚度比4.51 m0.6/2+Htan30°=K = (I1/I2)³(h P/L P) =0.58u=2K+1= 2.162、节点弯矩和轴向力计算(1)a种荷载作用下 (图L-02)涵洞四角节点弯矩M aA = M aC = M aE = M aF =-1/u²pL P2/12M BA = M BE = M DC = M DF =-(3K+1)/u²pL P2/12M BD = M DB =0横梁内法向力N a1 = N a2 = Na1' = Na2'=0侧墙内法向力N a3 = N a4 =(M BA-M aA+pL p2/2)/LpNa5=-(N a3+N a4)恒载p = p恒 =151.20kN/m2M aA = M aC = M aE = M aF =-36.50kN²mM BA = M BE = M DC = M DF =-99.87kN²mN a3 = N a4 =163.65kNNa5=-327.30kN车辆荷载p = q车 =32.26kN/m2M aA = M aC = M aE = M aF =-7.79kN²m图 L-02M BA = M BE = M DC = M DF =-21.31kN²mN a3 = N a4 =34.91kNNa5=-69.83kN(2)b种荷载作用下 (图L-03)M bA = M bC = M bE = M bF =-K²ph P2/6uM BA = M BE = M DC = M DF =K²ph P2/12uM BD = M DB =0N b1 = N b2 = Nb1' = Nb2'=ph P/2N b3 = N b4 =(M BA-M bA)/L pN b5=-(N b3+N b4)恒载p = e P1 =46.23kN/m2M bA = M bC = M bE = M bF =-12.92kN²mM BA = M BE = M DC = M DF = 6.46kN²m图 L-03N b1 = N b2 = N b1' = N b2'=57.79kNN b3 = N b4 =-7.75kNN b5=15.50kN(3)c种荷载作用下 (图L-04)Φ=20u(K+6)/K=490.51M cA = M cE =-(8K+59)²ph P2/6ΦM cC = M cF =-(12K+61)²ph P2/6ΦM BA = M BE =(7K+31)²ph P2/6ΦM DC = M DF =(3K+29)²ph P2/6ΦM BD = M DB =0N c1 = N c1'=ph P/6+(M cC-M cA)/h PN c2 = N c2'=ph P/3-(M cC-M cA)/h PN c3 = N c4 =(M BA-M cA)/L pN c5 =-(N c3+N c4)恒载p = e P2-e P1 =19.00kN/m2M cA = M cE =-2.57kN²mM cC = M cF =-2.74kN²mM BA = M BE = 1.41kN²m图 L-04M DC = M DF = 1.24kN²mN c1 = N c1'=7.85kNN c2 = N c2'=15.90kNN c3 = N c4 = 1.59kNN c5 =-3.19kN(4)d种荷载作用下 (图L-05)Φ1=20(K+2)(6K2+6K+1)=334.28Φ2=u/K= 3.73Φ3=120K3+278K2+335K+63=373.22Φ4=120K3+529K2+382K+63=484.48Φ5=360K3+742K2+285K+27=510.20Φ6=120K3+611K2+558K+87=637.80M dA =(-2/Φ2+Φ3/Φ1)²ph P2/4M dE =(-2/Φ2-Φ3/Φ1)²ph P2/4M dC =-(2/Φ2+Φ5/Φ1)²ph P2/24M dF =-(2/Φ2-Φ5/Φ1)²ph P2/24M BA =-(-2/Φ2+Φ4/Φ1)²ph P2/24M BE =-(-2/Φ2-Φ4/Φ1)²ph P2/24M DC =(1/Φ2+Φ6/Φ1)²ph P2/24M DF =(1/Φ2-Φ6/Φ1)²ph P2/24M BD =-Φ4²ph P2/12Φ1M DB =Φ6²ph P2/12Φ1N d1 =(M dC+ph P2/2-M dA)/h P图 L-05N d2 =ph p-N d1N d1' =(M dF-M dE)/h PN d2' =ph p-N d1'N d3 =(M BA+M BD-M dA)/L PN d4 =(M BE+M BD-M dE)/L PN d5 =-(N d3+N d4)车辆荷载p = e车 =10.75kN/m2M dA =9.74kN²mM dE =-27.77kN²mM dC =-5.78kN²mM dF = 2.77kN²mM BA =-5.56kN²mM BE = 2.56kN²mM DC = 6.09kN²mM DF =-4.59kN²mM BD =-8.12kN²mM DB =10.69kN²mN d1 =-19.65kNN d2 =46.53kNN d1' =0.09kNN d2' =26.80kNN d3 =-9.37kNN d4 =8.88kNN d5 =0.48kN(5)节点弯矩、轴力计算及荷载效应组合汇总表按《公路桥涵设计通用规范》(JTG D60—2004)第4.1.6条进行承载能力极限状态效应组合3、构件内力计算(跨中截面内力)(1)顶板1 (图L-06)x =L P/2P = 1.2p恒+1.4q车 =226.60kNN x = N1 =64.39kNM x = M A+N3x-Px2/2 =39.63kN²mV x = Px-N3 =59.73kN顶板1'x =L P/2P = 1.2p恒+1.4q车 =226.60kNN x = N1' =92.01kNM x = M E+N4x-Px2/2 =19.05kN²mV x = Px-N4 =34.17kN(2)底板2 (图L-07)ω1 =1.2p恒+1.4(q车+3e车H P2/4L P2)=237.89kN/m2ω2 =1.2p恒+1.4q车=226.60kN/m2x =L P/2N x = N2 =168.32kNM x =M C+N3x-ω2²x2/2-5x3(ω1-ω2)/12L P=13.98kN²mV x =ω2x+3x2(ω1-ω2)/2L P-N3=70.31kN底板2'ω1 =1.2p恒+1.4q车=226.60kN/m2ω2 =1.2p恒+1.4(q车-3e车H P2/4L P2)=215.31kN/m2x =L P/2图 L-07图 L-06N x = N2' =140.69kNM x =M F+N4x-ω2²x2/2-x3(ω1-ω2)/6L P=68.92kN²mV x =ω2x+x2(ω1-ω2)/2L P-N4=27.12kN(3)左侧墙 (图L-08)ω1 =1.4e P1+1.4e车=79.78kN/m2ω2 =1.4e P2+1.4e车106.38kN/m2x =h P/2N x = N3 =223.52kNM x =M A+N1x-ω1²x2/2-x3(ω2-ω1)/6h P=-48.05kN²mV x =ω1x+x2(ω2-ω1)/2h P-N1=43.65kN(4)右侧墙 (图L-09)ω1 = 1.4e P1 =64.73kN/m2ω2 = 1.4e P2 =91.33kN/m2x =h P/2N x = N4=249.08kNM x =M E+N1'x-ω1²x2/2-x3(ω2-ω1)/6h P=-54.28kN²mV x =ω1x+x2(ω2-ω1)/2h P-N1'=-2.79kN(5)中间墙 (图L-10)x =h P/2N x = N5=-472.60kNM x =M BD+(N1+N1')x=184.14kN²m 图 L-08图 L-09V x =-(N1+N1')图 L-10=-156.40kN(5)构件内力汇总表(四)截面设计1、顶板(A-B\B-E)钢筋按左、右对称，用最不利荷载计算。
新规范桥梁构件计算表格汇总(2020版)
截面半径r (mm):
600截面换算高度h (mm):1200截面纵向配筋半径r s (mm):
500g=r s /r=
0.8333截面有效高度h 0(mm):
1100
构件计算长度l 0(mm):
2000荷载偏心率对截面曲率影响系数ξ1:0.649ξ1计算值是否大于1NO 荷载偏心率对截面曲率影响系数ξ2:
1.000ξ2计算值是否大于1
YES 偏心距增大系数η:
1.008偏心距增大后数值ηe 0(mm):
184
构件混凝土强度等级f cu,k (Mpa):30混凝土轴心抗压设计强度f cd (Mpa):
13.8混凝土材料极限压应变εcu :0.0033普通钢筋弹性模量E S (MPa): 2.00E+05受拉钢筋设计强度f s d (MPa):330受压钢筋设计强度f's d (MPa):
330结构重要性系数γ0
1.10承载极限状态设计轴向压力N d (kN):1641γ0N d (kN):1805承载极限状态设计偏心弯矩M d (kN.m):300γ0M d (kN.m):
330
轴向力对截面重心轴的偏心距e 0(mm)：
183
圆形截面偏心受压钢筋混凝土构件配筋计算
几何信息
材料信息
设计荷载
20-11.70
22-9.67不同钢筋直径对应配筋根数
25-7.49
28-5.97
32-4.57。
梁配筋计算过程
=
1.9
×
0.28
×
189.64 2 ×105
×
(1.9
×
46
+
0.08
×
26.5) 0.01
= 0.151 mm < 0.2 mm
所以纵梁满足裂缝要求。
取 s = 150 mm < smax = 300 mm ，满足规范要求。
ρsv
=
nAsv1 bs
= 2×153.9 1200 ×150
= 0.171%
> ቤተ መጻሕፍቲ ባይዱ.24
ft f yv
= 0.24× 1.71 = 0.14% ，满足最小配 300
筋率要求。
（3）裂缝验算
混凝土有效配筋率：
ρte
=
As 0.5bh
ξ
=
x h0
= 173.83 2140
= 0.08 < ξb
= 0.518 （非超筋梁）
ρmin
=
max 0.2, 0.45×
ft fy
%
=
max
0.2,
0.45
×
1.71 360
%
=
0.214%
ρ
=
As bh
=
11067 1200× 2200
=
0.4192%
1.1.1 纵梁内力表
表 3-9 采用荷载基本组合时纵梁内力表
构件
弯矩（kN ⋅m ） 轴力（kN） 剪力（kN）
顶纵梁上缘
5547.3
0
3852.3
顶纵梁下缘
3211.6
0
3852.3
中纵梁上缘
基础荷载计算表
等效均布荷 载
7
0.441176471 0.6966
4.39
7
0.625
7.31
弯矩KN.M
强度等 级
梁高H
梁宽B
单筋矩形梁配筋表
梁有效高度
fc值
α值
1-2*α的平方 根值
12
C20
450
250
220
C25
600
250
42
C30
800
250
415
9.6 0.02903 0.97053409
540
分项系 数
乘1.2系数
1.2 5.27
1.2 8.77
γ值
钢筋面积 As
1.0149533 1.1750895 1.0109635
97.8 1595.8 191.3
扩头直桩长 度hc最小值
500
梁自重G 梁宽(B) 梁高(H) 砼容重KN/M3
g梁(恒) 0.25
0.6
Байду номын сангаас
25
梁自重①
3.75
梁线荷载计算表
梁侧抹 梁底抹 梁自重Q(不 灰重 灰重 包底)
0.38 0.095
3.85
板荷载计 算表
板自重 G(恒) 板自重 G(恒) 板自重 G(恒) 板自重 G(恒) 板自重 G(恒) 板自重 G(恒) 板自重 G(恒)
寸a
D
长度(mm) h h 高 b最大值 高 b最小值 hc最大值
250
1400
200~250
210
140
750
算表
梁自重 Q(包底)
4.13
分项系 乘1.2重 乘1.2梁重 数 Q(不包底) Q(包底)
面粉厂荷载计算表2014.2)
常 用 钢 筋 计 算 截 面 面 积 不 同 根 数 钢 筋 的 计 算 截 面 3 4 5 6 85 113 142 170 100 133 166 199 151 201 252 302 158 211 264 317 236 314 393 471 339 452 566 679 462 616 770 923 603 804 1006 1207 764 1018 1273 1527 943 1257 1571 1885 1140 1520 1901 2281 1473 1964 2455 2945 1847 2463 3079 3695 2413 3217 4021 4825
弯矩M' N*mm 935,196,000 箍筋面积/间距 Asv/s -0.39
系数uks/p 含e公式 系数1-e^ -3.8039 0.0223 0.9777
系数uks/p 含e公式 系数1-e^ -0.558 0.5724 0.4276
C35 d≤25 22d 27d 34d 33d 41d
面 粉 筒 仓 计 算 表 格
边长(A) 边长(B) 水力半径p 侧压系数k 摩擦系数u 重力密度r 深度S 修正系Ch 修正系Cv 3.5 3.5 0.875 0.217 0.3 7 7.5 2 1 水平力Ph 竖摩力Pf 竖压力Pv 验正确性 17.46 10.74 40.23 -0.0525
钢筋种类
20 4488 4189 3927 3696 3491 3307 3142 2856 2618 2513 2417 2244 2094 1963 1848 1745 1653 1571 1428 1309 1257 1208 1122 1047 898
400
71
126
组合楼板使用阶段配筋计算
M b (1.2amb1gl02 1.4amb2ql02 )
各支座弯矩系数(取绝对值)
第二支座 第三支座 第四支座 第五支座
amb1
0.105 0.079 0.079
0.105
amb2
0.119 0.111 0.079
0.105
各支座弯矩
第二支座 第三支座 第四支座 第五支座
Mkb
23.18 20.42 15.98 21.24
am1 am2
am1
活载弯矩系 数：
am2
Mk am1gl02 am2ql02
M (1.2am1gl02 1.4am2ql02 )
各跨内弯矩系数 第1跨 第2跨 第3跨 0.078 0.033 0.046 0.1 0.079 0.085
各跨内弯矩(kn*m)
第1跨 第2跨 第3跨
Mk
18.83 13.06 14.72
3.75 kN/m 1.75 kN/m 5.5 kN/m
12.00 kN/m
恒载分项 系活数载分项 系准数永久值 系数
Qi
1.2 1.4 0.5
3400 mm 3200 mm
25 kN/m^3
3、内力 计设算计方 法：采用
A、跨中 最恒大载弯弯矩矩 系弯数矩：标准 值弯计矩算设计 值考计虑算荷载 最不利组
截面相对
h02 h a2
s2
M a1 fcbh022
130 0.105
受压区高
度
相对界限
受压区高 ∴
2 1 1 2s2
b
2
< b
0.111 0.518
mm
满足要 求！
纵向受力 钢筋截面 面积
As 2
楼板配筋计算表格知识讲解
混凝土强度等级
注：板边长度取值方向参照《建筑结构静力计算手册》相应计算模式
360 2.0E+05
2.1 0.7 C30
二、计算数据
混凝土轴心抗压设计值 fc (N/mm2) 系数 α1
混凝土抗拉标准值 ftk (N/mm2) 板计算长度 l =MIN(lx,ly) (mm)
钢筋间距 s (mm) 钢筋实际配筋面积 AS (mm2)
是否满足
25 100 4908.7 满足
五、裂缝验算
标准弯矩 MS (KN·m)
298.77
ρte=AS/0.5bh
σsk=MS/ηh0AS (N/mm2)
152.09
ρte实际取值(ρte≥0.01)
ψ=1.1-0.65ftk/ρteσsk
钢筋直径 d (mm)
钢筋间距 s (mm) 钢筋实际配筋面积 AS (mm2)
是否满足
16 125 1608.5 满足
五、裂缝验算
标准弯矩 MS (KN·m)
119.59
ρte=AS/0.5bh
σsk=MS/ηh0AS (N/mm2)
185.77
ρte实际取值(ρte≥0.01)
ψ=1.1-0.65ftk/ρteσsk
0.0064 0.0100 22.9 0.397
20 0.17 满足
四、截面配筋
设计弯距 M (KN·m) 截面抵抗矩系数 αS=M/α1fcbh02
γS=(1+(1-2αS)1/2)/2 钢筋面积 AS=M/γSfyh0 (mm2)
371.00 0.1226 0.9344 2397.7
钢筋直径 d (mm)
0.662
荷载计算
第3章荷载计算3.1竖向荷载标准值计算3.1.1板竖向恒荷载计算 1、屋面荷载的标准值： （1）不上人屋面面砖（7~8mm ） 2/2.02001.0m kN =⨯ 轻质隔热板 2/6.0m kN 40mm 厚C20级细石混凝土防水层 0.04 2.5 1.00/kN m ⨯= 10mm 厚纸筋灰隔离层（纸筋石灰泥） 2/16.01601.0m kN =⨯ 20mm 厚1:3水泥石浆找平 2/40.02002.0m kN =⨯ 120mm 厚钢筋混凝土板 2/00.32512.0m kN =⨯ 15mm 厚混合粉刷 20.015170.26/kN m ⨯= 恒荷载合计 2/62.5m kN （2）上人屋面30 厚配筋C25 细石混凝土保护层 0.03×25=0.75kN/m 2 面砖（7~8mm ） 2/2.02001.0m kN =⨯ 轻质隔热板 2/6.0m kN 40mm 厚C20级细石混凝土防水层 0.04 2.5 1.00/kN m ⨯= 10mm 厚纸筋灰隔离层（纸筋石灰泥） 2/16.01601.0m kN =⨯ 20mm 厚1:3水泥石浆找平 2/40.02002.0m kN =⨯ 120mm 厚钢筋混凝土板 2/00.32512.0m kN =⨯15mm 厚混合粉刷 20.015170.26/k N m ⨯=恒荷载合计 2/37.6m k 2、楼面荷载的标准值：面砖（7~8mm ） 20mm 厚水泥沙浆找平 素水泥浆结合层一道 2/60.020030.0m kN =⨯ 100mm 现浇混凝土楼板 2/5.22510.0m kN =⨯15mm白灰砂浆天花抹灰2kN=⨯17m.0/26.0015恒载合计：2kN/4.3m 3、电梯机房地面：20mm厚水泥沙浆找平2⨯=k N m0.02200.4/恒载：120mm混凝土板2kN.0m=⨯123/25恒载合计：2k N m3.4/4、厕所活载： 2.5kN/m2恒载：铺地砖0.4kN/m2 20厚1:3水泥砂浆找平0.02×14=0.28kN/m2 100厚现浇钢筋混凝土楼板0.1×25=2.5kN/m2 15厚板底水泥砂浆抹面0.015×20=0.3kN/m2 恒载合计 3.88kN/m2 5、楼梯间（1）与楼板相连的板活载： 3.5kN/m2恒载：水磨石面层（包括水泥砂浆打底）0.65kN/m2 100厚现浇钢筋混凝土楼板0.1×25=2.5kN/m2 15厚板底水泥砂浆抹面0.015×20=0.3kN/m2 恒载合计 3.45kN/m2（2）梯段板活载： 3.5kN/m2恒载：水磨石面层（包括水泥砂浆打底）(0.26+0.15)×0.65/0.26=1.025kN/m2三角形踏步0.5×0.26×0.15×25/0.26=1.875kN/m2 120厚现浇钢筋混凝土楼板0.12×25/0.859=3.4924kN/m2 15厚板底水泥砂浆抹面0.015×20/0.859=0.4657kN/m2 恒载合计 6.5577kN/m2（3）平台板活载： 3.5kN/m 2 恒载：水磨石面层（包括水泥砂浆打底） 0.65kN/m 2 80厚现浇钢筋混凝土楼板 0.08×25=2.00kN/m 2 15厚板底水泥砂浆抹面 0.015×20=0.3kN/m 2 恒载合计 2.95kN/m 2 6、雨篷20厚1:3水泥砂浆找平 0.02×14=0.28kN/m 2 100厚现浇钢筋混凝土屋面板 0.1×25=2.5kN/m 2 15厚板底水泥砂浆抹面 0.015×20=0.3kN/m 2 40mm 厚C20级细石混凝土防水层 0.04 2.51.00k N m⨯=恒载合计 4.08 kN/m 2 3.1.2梁、柱的自重 1、梁的自重：梁的自重由构件的几何尺寸和材料单位体积的自重计算。
荷载计算
3、恒载标准值1.屋面恒载：隔热层：80mm厚矿渣水泥 14.5 KN/m3×0.08=1.16 KN/m2 保护层：40厚配筋C25细石混凝土 22KN/m3×0.04=0.88 KN/m2防水层：SBS（3+3）改性防水沥青卷材 0.40 KN/m2 找平层：1：3水泥砂浆20 mm 20 KN/m3×0.02=0.40 KN/m2找坡层：1：8水泥陶粒100mm 14 KN/m3×0.10=1.40 KN/m2结构层：120mm现浇钢筋混凝土板 25 KN/m3×0.12=3.00 KN/m2抹灰层：10mm混合砂浆 7 KN/m3×0.01=0.17 KN/m2 合计 7.41 KN/m2 2.楼面恒载：1）走廊瓷砖地面（包括水泥粗砂打底）： 0.55 KN/m2现浇钢筋混凝土板：120mm 3.00 KN/m2 V型轻钢龙骨吊顶：（抹灰层：10mm混合砂浆） 0.25 KN/m2合计 3.80 KN/m2 2）办公室地面：大理石面层，水泥砂浆擦缝30厚1:3干硬性水泥砂浆，面上撒2mm厚素水泥 1.16 KN/m2水泥浆结合层一道现浇钢筋混凝土板：120mm 3.00 KN/m2 V型轻钢龙骨吊顶： 0.25 KN/m2合计 4.41 KN/m2 3）普通教室：防滑地砖600×600，素水泥浆擦缝 19.8×0.01=0.198 KN/m2 30厚1：3水泥砂浆找平层兼结合层 20×0.03=0.60 KN/m2 120mm现浇钢筋混凝土板 25 KN/m3×0.12=3.00 KN/m2 V型轻钢龙骨吊顶： 0.25 KN/m2合计 4.048 KN/m2 3.梁自重KL1：b×h=300mm×650mm自重： 25 KN/m3×0.30m×（0.65m-0.12m）=3.975 KN/m 抹灰层(三面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×[0.3m+2×(0.65m-0.1m)]=0.238 KN/m合计 4.213 KN/mKL2：b×h=300mm×600mm自重： 25 KN/m3×0.30m×（0.6m-0.12m）=3.60 KN/m抹灰层(三面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×[0.3m+2×(0.6m-0.1m)]=0.221 KN/m合计 3.821 KN/mKL3：b×h=250mm×550mm自重： 25 KN/m3×0.25m×(0.55m-0.12m）=2.687 KN/m抹灰层(三面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×[0.25m+2×(0.55m-0.1m)]=0.196 KN/m合计 2.883 KN/mCL1：b×h=250mm×550mm自重： 25 KN/m3×0.25m×（0.55m-0.12m）=2.688 KN/m抹灰层(三面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×[0.25m+2×(0.55m-0.1m)]=0.196 KN/m合计 2.884 KN/m4.柱自重KZ1：b×h=500mm×500mm自重： 25 KN/m3×0.5m×0.5=6.25 KN/m抹灰层(四面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×2[0.5m+0.5m]=0.34 KN/m合计 6.59 KN/mKZ2：b×h=450mm×450mm自重： 25 KN/m3×0.45m×0.45=5.063 KN/m抹灰层(四面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×2[0.45m+0.45m]=0.306 KN/m合计 5.369 KN/mKZ3：b×h=400mm×400mm自重： 25 KN/m3×0.40m×0.40=4.0 KN/m抹灰层(四面)：10mm厚混合砂浆17 KN/m3×0.01m×2×[0.40m+0.40m]=0.272 KN/m合计 4.272 KN/m5.外墙自重A、外纵墙（蒸压粉煤灰加气混凝土砌块，窗高2.1m）：40㎜厚EPS保温板 5.5KN/m3×0.04m×1.8m=0.396 KN/m6mm厚1:2.5水泥砂浆罩20KN/m3×0.006m×1.8m=0.216 KN/m12mm厚1：3水泥砂浆打底20KN/m3×0.012m×1.8m=0.432 KN/m240mm厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3×0.24m×1.8m=2.376 KN/m20mm厚内墙混合砂浆抹灰17KN/m3×0.02m×1.8m=0.612 KN/m铝合金窗 0.35KN/m3×2.1m=0.735 KN/m合计 4.767 KN/mB、外横墙（蒸压粉煤灰加气混凝土砌块）：40㎜厚EPS保温板 5.5KN/m3×0.04m×3.9m=0.858 KN/m6mm厚1:2.5水泥砂浆罩20KN/m3×0.006m×3.9m=0.468 KN/m12mm厚1：3水泥砂浆打底20KN/m3×0.012m×3.9m=0.936 KN/m240mm厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3×0.24m×3.9m=5.148 KN/m20mm厚内墙混合砂浆抹灰 17KN/m3×0.02m×3.9m=0.51 KN/m合计 7.92 KN/m6.内墙自重A、内纵墙（有门无高窗，忽略门洞，按满布计算）：240mm厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m3×0.24m×3.9m=5.148 KN/m20mm厚内墙混合砂浆抹灰（两侧）17KN/m3×0.02m×3.9m×2=2.652 KN/m 合计 7.8 KN/mB、内横墙（有门无高窗，忽略门洞，按满布计算）：240mm 厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m 3×0.24m ×3.9m=5.148 KN/m 20mm 厚内墙混合砂浆抹灰（两侧）17KN/m 3×0.02m ×3.9m ×2=2.652 KN/m 合计 7.8 KN/mC.内隔墙120mm 厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m 3×0.12m ×3.9m=2.574 KN/m 20mm 厚内墙混合砂浆抹灰（两侧）17 KN/m 3×0.02×3.9×2= 2.652 KN/m合计 5.226 KN/m7.女儿墙240mm 厚蒸压粉煤灰加气混凝土砌块5.5KN/m 3×0.24m ×0.9m=1.188 KN/m 150mm 厚钢筋混凝土压顶 25 KN/m 3×0.24m ×0.15m=0.9 KN/m 6mm 厚1:2.5水泥砂浆罩面20KN/m 3×0.006m ×0.9m=0.108 KN/m 12mm 厚1：3水泥砂浆打底20KN/m 3×0.012m ×0.9m=0.216 KN/m 20mm 厚内墙混合砂浆抹灰17KN/m 3×0.02m ×0.9m=0.306 KN/m合计 2.718 KN/m活荷载标准值1、屋面及楼面活载（规范4.1.1和4.3.1）屋面；上人屋面： 2.0 KN/m 2楼面：办公楼楼面：2.0 KN/m 2走廊楼面： 2.5 KN/m 22、屋面雪荷载标准值（规范6.1.1）雪荷载：21.00.20.2/r r o s s KN m μ=⨯=⨯=恒荷载传递一、均布荷载计算1、顶层：（1）1、2号板荷载传递：0102l =3300mm l =6600mm ，屋面荷载：2BC 7.41 KN /m g = BC DE 3.3=0.252 6.6αα==⨯ '01 3.3g 7.4112.23/22BC l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载传往横向框架2'(12)BC DE BC BC p p g αα==-⨯+ 23(120.250.25)12.2310.89/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架 ''BC 55=g 12.237.644/88p KN m ⨯=⨯=（2）3号板荷载传递：0102l =3000mm l =6600mm ，屋面荷载：2CD 7.41 KN /m g = CD 3.0=0.2272 6.6α=⨯ '01 3.0g 7.4111.115/22CD l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载传往横向框架 'CD 55=g 11.115 6.947/88p KN m ⨯=⨯=传往纵向框架'2'(12)CD CD CD p g αα=-⨯+ 23(120.2270.227)11.11510.10/KN m =-⨯+⨯=2、一～四标准层：（1）1、2号板荷载传递0102l =3300mm l =6600mm ，屋面荷载：2BC 4.048 KN /m g = BC DE 3.3=0.252 6.6αα==⨯ '01 3.3g 4.048 6.679/22BC l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载传往横向框架2'(12)BC DE BC BC p p g αα==-⨯+⨯ 23(120.250.25) 6.679 5.948/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架 ''BC 55=g 6.679 4.174/88p KN m ⨯=⨯= （2）3号板荷载传递：0102l =3000mm l =6600mm ，屋面荷载： 2CD 3.80 KN /m g = CD 3.0=0.2272 6.6α=⨯ '01 3.0g 3.8 5.7/22CD l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载传往横向框架 'CD 55=g 5.7 3.563/88p KN m ⨯=⨯=传往纵向框架'2'(12)CD CD CD p g αα=-⨯+⨯ 23(120.2270.227) 5.7 5.179/KN m =-⨯+⨯= 顶层计算跨的均布荷载：2=210.89+4.213=25.993KN/m BC DE BC BC P P p g ==⨯+⨯梁CD CD CD P =2p +g =2 6.947+2.883=16.777KN/m ⨯⨯梁一～四层计算跨均布荷载：BC 2+g =2 5.948+4.213+7.8=23.909KN/mBC DE BC BC P P p g ==⨯+⨯梁墙CD CD CD P =2p +g =2 3.563+2.883=10.01KN/m ⨯⨯梁二、集中荷载计算1、顶层次梁的荷载：BC P =2p +g =210.89+2.884=24.664KN/m ⨯⨯次次'BC P =2p +g +g =210.89+2.884+5.226=29.89KN/m ⨯⨯隔次次次梁传到纵梁上的集中荷载： P L 24.664 6.6P===81.39KN 22⨯⨯次次 ''P L 29.89 6.6P ===98.637KN 22⨯⨯次次 顶层外纵梁荷载：'BC P =p +g +g =7.644+3.821+2.718=14.183KN/m 纵梁女顶层内纵梁荷载：'''BC P =p +p +g =7.644+10.10+3.821=21.565KN/m CD 纵梁B 柱的集中荷载：BCBC L P P L 2+2+222B P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 14.183 6.681.3925.993 6.6=2+2+=260.775KN 222⨯⨯⨯⨯ C 柱的集中荷载： 'BC BC CD L P P L L 2+2+222CD C P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵21.565 6.681.3925.993 6.6+17.8093=2+2+=334.661KN 222⨯⨯⨯⨯⨯D 柱的集中荷载：''CD L P P L L 2+2+222DE DE CD D P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵21.565 6.698.63725.993 6.6+17.8093=2+2+=351.91KN 222⨯⨯⨯⨯⨯E 柱的集中荷载;'L P P L 2+2+222DE DE E P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 14.183 6.698.63725.993 6.6=2+2+=278.022KN 222⨯⨯⨯⨯ 2、一～四层次梁的荷载： BC P =2p +g =2 5.948+2.884=14.78KN/m ⨯⨯次次'BC P =2p +g +g =2 5.948+2.884+5.226=20.006KN/m ⨯⨯隔次次次梁传到纵梁上的集中荷载：P L 14.78 6.6P===48.774KN 22⨯⨯次次 ''P L 20.006 6.6P ===66.02KN 22⨯⨯次次 外纵梁荷载：'BC P =p +g +g =4.147+4.767+3.821=12.735KN/m 纵纵梁内纵梁荷载：'''BC P =p +p +g +g =4.147+5.179+4.767+3.821=17.914KN/m CD 纵纵梁柱重：B ECD G =G =5.369 3.9=20.94KNG =G =6.59 3.9=25.7KN ⨯⨯柱柱柱柱B 柱的集中荷载： BC BC B L P P L 2+2++G 222B P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵柱12.735 6.648.77423.909 6.6=2+2++20.94=232.665KN 222⨯⨯⨯⨯ C 柱的集中荷载： 'BC BC CD L P P L L 2+2++G 222CD C P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵柱C17.914 6.648.77423.909 6.6+10.013=2+2++25.7=286.62KN 222⨯⨯⨯⨯⨯D 柱的集中荷载： ''CD D L P P L L 2+2+222DE DE CD D P P N G ⨯⨯+⨯=⨯⨯+纵纵柱17.914 6.666.0223.909 6.6+10.013=2+2++25.7=303.866KN 222⨯⨯⨯⨯⨯E 柱的集中荷载; 'E L P P L 2+2++G 222DE DE E P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵12.735 6.666.0223.909 6.6=2+2++20.94=249.911KN 222⨯⨯⨯⨯活荷载传递一、均布荷载计算 1、顶层：（1）1、2号板荷载传递： 0102l =3300mm l =6600mm ，屋面荷载：2BC 2.0KN /m g =BC DE 3.3=0.252 6.6αα==⨯ '01 3.3g 2.0 3.3/22BC l g KN m =⨯=⨯=等效为均布荷载 传往横向框架2'(12)BC DE BC BC p p g αα==-⨯+ 23(120.250.25) 3.3 2.939/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架''BC 55=g 3.3 2.063/88p KN m ⨯=⨯=（2）3号板荷载传递： 0102l =3000mm l =6600mm ，屋面荷载：2CD 2.0 KN /m g =CD 3.0=0.2272 6.6α=⨯ '01 3.0g 2.0 3.0/22CD l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载 传往横向框架2'(12)CD CD CD p g αα=-⨯+23(120.2270.227) 3.0 2.726/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架''CD 55=g 2.726 1.704/88p KN m ⨯=⨯=2、一～四标准层：（1）1、2号板荷载传递 0102l =3300mm l =6600mm ，屋面荷载：2BC 2.0KN /m g =BC DE 3.3=0.252 6.6αα==⨯ '01 3.3g 2.0 3.3/22BC l g KN m =⨯=⨯=等效为均布荷载 传往横向框架2'(12)BC DE BC BC p p g αα==-⨯+⨯ 23(120.250.25) 3.3 2.939/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架''BC 55=g 3.3 2.063/88p KN m ⨯=⨯=（2）3号板荷载传递： 0102l =3000mm l =6600mm ，屋面荷载：2CD 2.5 KN /m g =CD 3.0=0.2272 6.6α=⨯ '01 3.0g 2.5 3.75/22CD l g KN m =⨯=⨯= 等效为均布荷载 传往横向框架2'(12)CD CD CD p g αα=-⨯+⨯23(120.2270.227) 3.75 3.407/KN m =-⨯+⨯= 传往纵向框架''CD 55=g 3.75 2.344/88p KN m ⨯=⨯=顶层计算跨的均布荷载：2=2 2.939=5.878KN/m BC DE BC P P p ==⨯⨯ CD CD P =2p =2 2.726=5.452KN/m ⨯⨯ 一～四层计算跨均布荷载：2=2 2.939=5.878KN/m BC DE BC P P p ==⨯⨯ CD CD P =2p =2 3.407=6.814KN/m ⨯⨯ 二、集中荷载计算 1、顶层次梁的荷载：BC P =2p =2 2.939=5.878KN/m ⨯⨯次 次梁传到纵梁上的集中荷载： P L 5.878 6.6P===19.397KN 22⨯⨯次次 外纵梁荷载： 'BC P =p =2.063KN/m 纵 内纵梁荷载：'''BC P =p +p =2.063+1.704=3.767KN/m CD 纵 B 柱的集中荷载： BC BCL P P L 2+2+222B P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 2.063 6.619.397 5.878 6.62+252.41222KN ⨯⨯=⨯⨯+=C 柱的集中荷载：'BC BC CDL P P L L 2+2+222CD C P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵3.767 6.619.397 5.878 6.6+5.452 3.0=2+2+=71.835KN 222⨯⨯⨯⨯⨯D 柱的集中荷载：''CDD L P P L L 2+2+222DE DE CD P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵3.767 6.619.397 5.878 6.6+5.452 3.0=2+2+=71.835KN 222⨯⨯⨯⨯⨯E 柱的集中荷载;'E L P P L 2+2+222DE DEP N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 2.063 6.619.397 5.878 6.62+252.41222KN ⨯⨯=⨯⨯+= 2、一～四层 次梁的荷载： BC P =2p =2 2.939=5.878KN/m ⨯⨯次 次梁传到纵梁上的集中荷载： P L 5.878 6.6P===19.397KN 22⨯⨯次次 外纵梁荷载： 'BC P =p =2.063KN/m 纵 内纵梁荷载：'''BC P =p +p =2.063+2.344=4.407KN/m CD 纵1:100B 柱的集中荷载： BC BCL P P L 2+2+222B P N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 2.063 6.619.397 5.878 6.62+252.41222KN ⨯⨯=⨯⨯+= C 柱的集中荷载：'BC BC CDL P P L L 2+2+222CD C P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵4.407 6.619.3975.8786.6+6.814 3.0=2+2+=78.102KN 222⨯⨯⨯⨯⨯D 柱的集中荷载：''CDD L P P L L 2+2+222DE DE CD P P N ⨯⨯+⨯=⨯⨯纵纵4.407 6.619.3975.8786.6+6.814 3.0=2+2+=78.102KN 222⨯⨯⨯⨯⨯E 柱的集中荷载;'E L P P L 2+2+222DE DEP N ⨯⨯=⨯⨯纵纵 2.063 6.619.397 5.878 6.62+252.41222KN ⨯⨯=⨯⨯+=风荷载计算该办公楼为五层钢筋混凝土框架结构体系，室内外高差0.45m 。
楼板配筋计算表格
0.662
受拉区纵筋等效直径 deq=d/ν
应变不均匀系数ψ实际取值(0.2≤ψ≤1.0)
最外层受拉钢筋外边缘至受拉底边距离c (20≤c≤65) (mm)
0.0196 0.0196 35.7 0.662
20
最大裂缝宽度ωmax=αcrψσsk/ES(1.9c+0.08deq/ρte) (mm)
最大裂缝宽度限值ωlim (mm)
钢筋间距 s (mm) 钢筋实际配筋面积 AS (mm2)
是否满足
25 100 4908.7 满足
五、裂缝验算
标准弯矩 MS (KN·m)
298.77
ρte=AS/0.5bh
σsk=MS/ηh0AS (N/mm2)
152.09
ρte实际取值(ρte≥0.01)
ψ=1.1-0.65ftk/ρteσsk
0.397
受拉区纵筋等效直径 deq=d/ν
应变不均匀系数ψ实际取值(0.2≤ψ≤1.0)
最外层受拉钢筋外边缘至受拉底边距离c (20≤c≤65) (mm)
最大裂缝宽度ωmax=αcrψσsk/ES(1.9c+0.08deq/ρte) (mm)
最大裂缝宽度限值ωlim (mm)
0.20
验算ωmax ≤ ωlim
0.01760 0.05130 0.02053 148.50 371.00 119.59 298.77
四、截面配筋
设计弯距 M (KN·m) 截面抵抗矩系数 αS=M/α1fcbh02
γS=(1+(1-2αS)1/2)/2 钢筋面积 AS=M/γSfyh0 (mm2)
148.50 0.0491 0.9748 919.9
0.0064 0.0100 22.9 0.397
U型渡槽结构计算和配筋计算EXCEL表格
一 基本资料及已知条件 参数槽身宽度D=2(m)a b c B t 0.20.150.150.2250.15 跨宽比l/D= 5.85因此可以按梁法计算槽身内力二 槽身纵向内力计算１ 槽壳横截面几何力学参数计算y 1=∑Aiyi/A= 1.044(m)I-轴至槽底的距离y2y 2=H-y1=0.806(m)重心轴至槽壳圆心轴的距离 K=y 1-f=0.494(m)截面惯性矩 I=∑A i y 2+∑I i =0.334m 40.4600.8880.0660.048 则Sl=0.2482 求作用在槽身上的均布荷载q计算中，人群荷载取2.5kN/m 2,钢筋混凝土重度r h =25kN/m 3,水重度r=9.81kN/m3受拉区面积对截面形心轴的静面距Sl=2tR 2(sinx-xcosx)+S6+S7其中：cosx=K/R= sinx=(1-cosx 2)1/2=S6=todo(y 2-to/2)=S7=2*0.5toso(y 2-to)=槽壳重：Gk=277.500kN 71.600kN 人群荷载：Gz=q 人eL=60.000kN 设计水深是水重： Gw1=213.191kN 校核水深是水重： Gw２=232.026kN 作用于槽身的均布荷载为：设计水深时： q 设=51.858kN/m 校核水深时： q 校＝53.427kN/m3 槽身纵向跨中弯矩，正应力及总拉力计算跨中弯距设计水深作用下：M设=q设l 2/8=887.348kN.m校核水深作用下：M 校＝q 校l 2/8=914.206kN.m 1375.389kN.m 1279.888kN.m故以槽中通过设计水深为控制情况．跨中截面圆弧纵向正应力：σlmax =My 2/I=2138.387kN/m 2 =2.138N/mm 2受拉区总拉力Z＝657.269A=3180.334斜截面强度及抗裂验算设计水深Q＝295.588kN KQ=443.382kN 校核水深Q＝304.535kN KQ=426.349kN取设计水深为控制情况 1.25M设＝斜截面强度计算 1.2M校＝σ＝0.710<0.778R L /K Z =0.778斜截面抗裂验算σZL ＝0.730< 1.680R L /K f = 1.680满足斜截面抗裂要求三 槽壳横向内力计算沿槽中水流方向取1.0m长槽身计算槽壳的横向内力 １ 设计水深时的内力计算 （１）求均匀化拉杆的轴向力X11>:计算槽顶集中力G 0和槽顶荷载对直段顶部中点的力矩M 0槽顶结构重：Gd=拉杆重＋桥面板重=由ＳＤＪ２０－７８＜水工钢筋混凝土结构设计规范＞查得钢筋混凝土结构构件设计水深时：KM=1.55*M 设＝校核水深时：KM=1.4*M 校＝槽顶结构重力，槽壳顶部加大部分的重力及槽顶人群荷载之和为：G0＝ 6.608kN/mM0=0.169kN.m/m2>:计算直段上的剪力T1=q*(y1B2/2-B3/6)（t+a)/I= 1.332kN/mT2=q*[ty1(f2/2-Bf+B2/2)-t(f3/6-B2f/2+B3/3)+(t+a)(y1B-B2/2)(f-B)]/I=T=T1+T2= 5.907kN/m3>:计算形变位β＝h/R=0.419λ=K/R=0.460δ11=R3(0.333β3+1.571β2+2β+0.785)/EI t= 2.388(m/kN)4>:计算载变位△1G0=-G0R3(0.571β+0.5)=-6.067 (m)△1M0=M0R2(0.5β2+1.57β+1)=0.342 (m)△1h=-γh tR4(0.571β2+0.929β+0.393)=-4.417 (m)△1W=-γ(-0.008h5+0.04h4h1-0.082h3h12=0.083h2h13)-γR[h13(0.262h+0.167R)+h13R(0.5h+0.3 =-4.689 (m)△1τ=qtR6(0.214β-0.294λβ-0.264λ+0.197)/I+TR3(0.571β+0.5)+T1aR2(0.5β2+1.57β+1 =9.573 (m)5>:计算X1X1=-△1p/δ11= 2.202(kN/m) (拉力） (2) 各截面的弯矩M及轴力N计算圆弧部分弯矩M h=－γh tR2[f/R(1-cosυ)+sinυ-υcosυ]=-0.101Mw=-γ[0.5*(h12R+RR02)sinυ-(0.5*RR02υ+RR0h1)cosυ+h13/6+RR0h1]=Mτ=qtR4[sinυ-υcosυ+λ(υ2-3.1415927υ+2cosυ+3.1415927sinυ-2)]/2I+TR(1-cosυ)+ =0.245M G0=-G0R(1-cosυ)=-0.242M X1=X1(h+Rsinυ)= 1.604M M0=M0轴力N G0=G0cosυ= 6.383N h=γh tR(f/R+υ)cosυ= 3.012N W=γR02υcosυ-0.5*γ(R02+h12)sinυ-γh1R0(1-cosυ)=-0.088Nτ=-qtR3[υcosυ+(1-3.1415927λ)sinυ-2λ(cosυ-1)]/2/I-Tcosυ=N X1=X1sinυ=0.5702 校核水深时的内力计算T1=q*(y1B2/2-B3/6)（t+a)/I= 1.373kN/mT2=q*[ty1(f2/2-Bf+B2/2)-t(f3/6-B2f/2+B3/3)+(t+a)(y1B-B2/2)(f-B)]/I=T=T1+T2= 6.086kN/mβ＝h/R=0.419λ=K/R=0.460δ11=R3(0.333β3+1.571β2+2β+0.785)/EI t= 2.388(m/kN)△1G0=-G0R3(0.571β+0.5)=-6.067(m)△1M0=M0R2(0.5β2+1.57β+1)=0.342(m)△1h=-γh tR4(0.571β2+0.929β+0.393)=-4.417(m)△1W=-γ(-0.008h5+0.04h4h1-0.082h3h12=0.083h2h13)-γR[h13(0.262h+0.167R)+h13R(0.5h+0.3 =-5.617(m)△1τ=qtR6(0.214β-0.294λβ-0.264λ+0.197)/I+TR3(0.571β+0.5)+T1aR2(0.5β2+1.57β+1 =9.880(m)X1=-△1p/δ11= 2.462kN 由以上计算可知，在υ=15度截面上正弯矩最大，在υ=90度截面上负弯矩最大．故按两截由于校核水深和设计水深作用下强度安全系数不同，分别计算如下：端肋的体积：V＝0.762m3一个端肋重：p＝19.057kNkN结果：空槽总重＝387.213kN21.379水 重＝232.026kN408.592人群荷载＝60.000kN总体积：12.62810425弯矩118.2593750.1745928490.1932693741987.24558496.9223.125f2R0R2R l R0R L 0.552 1.075 2.31 1.1561.24124761to do so x0.150.60.491 1.093人群荷载（kN/m2）rh（kN/m3）r（kN/m3）计算长度L（m）2.000259.8112L11.700构构件的强度安全系数：基本荷载组合K=1.55,特殊荷载组合K=1.4.则2.268L H11.41850.0001084.4791073.329拉杆长度拉杆宽度拉杆高度2.0000.2000.200人行道板高度人行道板宽度人行道板长度0.080 2.200 1.7604.574kN/mh h1Ro R0.4500.120 1.000 1.07562h+0.167R)+h13R(0.5h+0.393R)+h1R0R(0.57h+0.5R)+R02R(0.215h+0.197R)]0.5)+T1aR2(0.5β2+1.57β+1)/2t fγh I0.150.55250.334-0.097sinυ-2)]/2I+TR(1-cosυ)+0.5*aT1=-8.1494.713kN/mh20.20062h+0.167R)+h13R(0.5h+0.393R)+h1R0R(0.57h+0.5R)+R02R(0.215h+0.197R)] 0.5)+T1aR2(0.5β2+1.57β+1)/20.393截面上负弯矩最大．故按两截面来计算槽身所需的钢筋面积，υ0.261799。
面板内力计算及配筋参考
承载力极限状态：M =15.5（kN·m）；
正常使用极限状态：Ml=8.2（kN·m）
(3) 截面尺寸
b=1000（mm）,h=350（m）,取a=60（mm）,h0=350-60=290（mm）
(4)材料
混凝土：C35，Ec=3.00×107kPa，
纵向钢筋：Ⅱ级，Es=2.0×105MPa，
(5)面板底层纵向钢筋配筋计算
按承载力进行配筋
按单筋截面进行计算。
M =15.5（kN·m）
（不用加大截面或提高 ）
=0.0106
，受拉筋抗拉强度可充分发挥。
配筋率：
，
选配钢筋5ф12@200，实际 ,横向分布筋选ф12@200mm。
裂缝宽度计算:
Ml=8.2（kN·m）〖绝对值〗
=1.5
c+d=60（mm）
偶然组合
抗震配筋计算
第4章
4.1材料
混凝土：采用C35
fc=17.50 N/㎜2
ft=1.65N/㎜2
受力钢筋：采用热扎 级钢筋，fy=310.0 N/㎜2
4.2配筋计算
(1) 深受弯判断
，为一般受弯构件。（若为深受弯板，则抗压筋将不起作用）
(2) 计算弯矩
不分弯矩的位置，总之按最大值进行计算结果将偏于安全。
2.2配筋计算
(1) 深受弯判断
，为一般受弯构件。（若为深受弯板，则抗压筋将不起作用）
(2)计算弯矩
不分弯矩的位置，总之按最大值进行计算结果将偏于安全。
取使用期的跨中弯矩计算，单m 宽内力为：
承载力极限状态：M =19.3（kN·m）；
正常使用极限状态：Ml=10.1（kN·m）
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T形截面
肋形梁(板)
独立梁
倒L形截面 肋形梁(板)
按计算跨度L0考虑 按梁(肋)净距sn考虑
L0/3
L0/3
L0/6
b+s
b+s/2
当h'f/h0>0.1
b+12h'f
按翼缘高度h'f考虑 当0.1>h'f/h0≥0.5
b+12h'f
b+6h'f
b+5h'f
当h'f/h0<0.5
b+12h'f
b
b+5h'f
1.5591mm2/mm (φ10)78.500mm2
箍筋间距
50.34979607 抗扭纵筋的计算
Ast=ζAst1fyvUcor/fys
3231.572376
构造要求抗扭纵筋间距不应大于300mm或梁宽b
扭筋分层：
4
上层
807.8930939
中层 下层
807.8930939 2313.35823
b=1000mm
大偏心受压构件(墩墙)
截面高度
h=2500mm
轴向力至截面重心的距离e0 e0=1667mm
纵向受拉钢筋至受拉边距离 a=60mm
计算截面高度
h0=2440mm
ρmin=(ρ0minγdNe0/fybh02)1/2 0.11403%
T 形及倒L形截面受弯构件翼缘计算宽度b'f
考虑情况
fyv=210N/m2
箍筋截面面积
Asv=50.3mm
箍筋沿梁轴向的间距
s=150mm
截面受扭塑性抵抗矩
Wt=86062500.00mm3
V /bh0+T/Wt=(若<0.25fc，则满足) 2.59N/m2
验算截面尺寸
截面满足
验算是否配置抗剪扭钢筋
V /bh0+T/Wt
满足要求
验算是否按弯、剪、扭计算
h0=540mm 0.002
钢筋级别 钢筋强度fy
T形梁翼缘宽度的判断 αs=γdM/fcbh02 ξ=1-(1-2αs)1/2
1 Ⅱ fy=310N/m2 参见右表 0.086611797 0.09072754
条件判断 As=fcξbh0/fy或As=(fcξ
第一种情况 As=948N/m2
正截面配筋计算表2(已知受压钢筋求受拉钢筋)
对于截面尺寸较大(厚度大于2m)的底板和墩墙受拉钢筋的最小配筋率
弯矩设计值
M=1000.00kN·m
钢筋级别
Ⅱ
轴力设计值
N=600.00kN
钢筋强度fy
fy=310N/m2
环境类别
3
受弯构件(底板)
保护层最小厚度
c=50mm
ρmin=(ρ0minγdM/fybh02)1/2 0.09876%
截面宽度
8mm
箍筋截面面积
Asv=50.3mm
箍筋沿梁轴向的间距
s=100mm
判断计算情况
情况1
Vs=0.07fcbh0+1.25fyvAsvh0/s或
Vs=0.2fcbh0/（λ+1.5）
Vs=227.45kN
+1.25fyvAsvh0/s
判断截面是否满足要求
箍筋不满足抗剪要求
抗剪弯起钢筋的计算
弯起钢筋与纵向轴线的夹角αs αs=60° 同一弯起平面内弯钢筋的截面积 494mm
弯矩
ቤተ መጻሕፍቲ ባይዱM=160.00kN·m
砼强度等级
C25
砼抗压强度
fc=12.50N/m2
环境类别
2
保护层最小厚度
c=35mm
纵向受拉钢筋至受拉边距离
a=45mm
截面宽度
b=200mm
截面高度
h=430mm
计算截面高度
h0=385mm
钢筋级别
Ⅱ
临界相对受压区高度
ξb=0.544
钢筋强度
fy=f'y=310N/m2
截面单筋截面配筋计算表 钢筋级别 环境类别 临界相对受压区高度 钢筋强度fy 最小配筋率 αs=γdM/fcbh02 ξ=1-(1-2αs)1/2 As=fcξbh0/fy
梁正截面单筋截面配筋计算表 计算截面高度 最小配筋率
Ⅱ 3 ξ=0.544 fy=310N/m2 0.0015 0.01855684 0.01873229 As=5198/m2
1
2
3
1.如肋形梁在梁跨内设有间距小于纵肋间距的 2.对于加腋(托承)的T梁和L梁，当受压区加腋 分别增加2bh和bh 3.独立梁受压区的翼缘板面在荷载作用下如可
x=ξh0
受拉区钢筋面积
As=fcξ
bh0+f'yA's/fy As=fcξ
bh0+f'yA's/fy
x=193mm 2058.111609
钢筋砼受扭构件承载力计算(矩形)
弯矩设计值
M=365.00kN·m
剪力设计值
V=300.00kN
扭矩设计值
T=164.00kN·m
砼等级
C25
砼抗压强度fc
fc=12.50N/m2
砼抗压强度ft
ft=1.30N/m2
主筋钢筋级别
Ⅱ
主筋钢筋强度
fy=f'y=310N/m2
保护层厚度
a=20mm
截面宽度
弯矩设计值 砼强度等级 砼抗压强度 保护层最小厚度
截面宽度 截面高度
纵向受拉钢筋至受拉边距离 计算截面高度
正截面单筋截面配筋计算表
M=2784.97kN·m C30
钢筋级别 环境类别
fc=15.00N/m2
临界相对受压区高度
c=30mm
钢筋强度fy
b=1000mm
最小配筋率
h=3500mm a=35mm h0=3465mm
V=0.035fcbh0/γd
不能忽略剪力影响 1
剪力性质
a=700mm
T=0.175ftWt/γd
λ=1.40 不能忽略扭矩影响
抗弯纵钢筋计算
临界相对受压区高度 αs=γdM/fcbh02 ξ=1-(1-2αs)1/2
ξb=0.544 0.081077329 0.084661078
αsb=ξb(1-0.5ξb)
弯矩
M=2784.97kN·m
砼强度等级
C25
砼抗压强度
fc=12.50N/m2
环境类别
3
保护层最小厚度
c=45mm
纵向受拉钢筋至受拉边距离
a=a'=55mm
截面宽度
b=1000mm
截面高度
h=3500mm
计算截面高度
h0=3445mm
钢筋级别
Ⅱ
临界相对受压区高度
ξb=0.544
钢筋强度
fy=f'y=310N/m2
受压区钢筋面积(已知) As'
500
αs=γdM-f'yAs'(h0-a')/fcbh02 ξ=1-(1-2αs)1/2
0.375914994 0.501833349
对于截面尺寸较大(厚度 弯矩设计值 轴力设计值 环境类别 保护层最小厚度
截面宽度 截面高度
纵向受拉钢筋至受拉边距离 计算截面高度
项次
T 形及倒L形
受压区钢筋面积
As'=
γdM-fcαsbbh02/f'y(h0-a')
受拉区钢筋面积
As=fcξbbh0+f'yAs'/fy
αsb=0.3960 0
1505.465136
抗剪箍筋：
抗剪扭钢筋计算
βt1=1.5/(1+0.5VWt/Tbh0) 1
1
βt2=1.5/(1+0.17(λ+1.5）
1
VWt/Tbh0) 2
1.如肋形梁在梁跨内设有间距小于纵肋间距的横梁时，可不遵守项次3
2.对于加腋(托承)的T梁和L梁，当受压区加腋的高度≥h'f且加腋的宽度bh≤3hh时,其翼缘计算宽度可按项次3的规定 分别增加2bh和bh
3.独立梁受压区的翼缘板面在荷载作用下如可能产生沿纵肋方向的裂缝，计算的宽度取用肋宽b
αs=γdM/fcbh02 ξ=1-(1-2αs)1/2 As=fcξbh0/fy
弯矩设计值 砼强度等级
砼抗压强度 保护层最小厚度 纵向受拉钢筋至受拉边距离 钢筋排数 翼缘截面宽度bf' 翼缘截面高度hf'
腹板截面宽度b 腹板截面高度h
T形梁正截面单筋截面配筋计算表
M=126.28kN·m
计算截面高度
钢筋砼受弯构件斜截面承载力计算
剪力设计值 集中力P
集中荷载距支座的距离 砼强度等级 砼抗压强度 环境类别 保护层最小厚度 保护层厚度 纵向受力钢筋级别 纵向受力钢筋强度 截面宽度 截面高度 计算截面高度 剪跨比λ 箍筋钢筋级别 箍筋钢筋强度fyv 选用箍筋直径
V=300.00kN P=0.00kN
x=200mm C30 fc=15.00N/m2 1 c=25mm a=35mm Ⅱ 310N/m2 b=200mm h=700mm h0=665mm λ=1.40 Ⅰ fyv=210N/m2
Asv/s=γdV-0.07(1.5-
β
t)fcbh0/1.25fyvh0
抗扭箍筋：
0.649mm2/mm
Ast1/s=γdTw-0.35βt ftWtw/1.2(ζ)0.5fyvAcor
1.451mm2/mm