组合次梁计算

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大工2013年春钢筋混凝土结构课程设计(单向板设计)答案

网络教育学院《钢筋混凝土结构课程设计》题目：新厂房单向板肋梁楼盖设计学习中心：专业：年级：学号：学生：指导教师：1 基本情况1.1设计资料某多层厂房采用钢筋混凝土现浇单向板肋梁楼盖，其中三层楼面荷载及构造等设计资料如下：1) 楼面均布活荷载标准值：q k =4.0kN/m 2，厂房平面尺寸33.6m ×22.5m 。

2) 楼面面层用20mm 厚水泥砂浆抹面（γ = 20kN/m 3），板底及梁用15mm 厚石灰砂浆抹底（γ = 17kN/m 3）。

3) 板伸入墙内120mm ，次梁伸入墙内240mm ，主梁伸入墙内370mm ；4) 材料选用：材料选用：混凝土强度等级采用C20、C25、C30 ，钢筋采用HRB400、HRB335或HPB235。

1.2楼盖的结构平面布置确定主梁的跨度为7.5m ，次梁的跨度为6m ，主梁每跨内布置两根次梁，板的跨度为2.5m 。

根据构造要求，板厚取80mm h =，大于等于40l 5.62402500=≈mm ；次梁截面高度应满足mm ll h 500~33312~18==，取,450mm h =截面宽h b )3/1~2/1(=，取mm b 200=；主梁截面高度应满足mm ll h 750~50010~15==,取650mm h =，截面宽度取为mm b 250=；柱的截面尺寸b ×h=400×400 mm 2。

图1 楼盖平面图2 单向板结构设计2.1 板的设计按塑性分析法计算内力。

2.1.1荷载计算恒荷载标准值222/255.017015.015/22508.080/4.02002.020mm m kN mm m kN mm m kN =⨯=⨯=⨯板底石灰砂浆：钢筋混凝土板：水泥砂浆面层：小计 mKNgk2655.2=活荷载标准值： 0.4=qkmKN2荷载组合设计值：本题4.1=γQ，（因楼面活荷载标准值为0.4mKN2，按相关规范要求取值）所以有：①786.80.44.1655.22.14.12.1=⨯+⨯=+=+q g kkq g mKN2②50.70.47.04.1655.235.17.04.135.1=⨯⨯+⨯=⨯⨯+=+q g kkq g mKN 2由于①>②，取=+q g 786.8mKN2。

公路桥结构计算详解

公路桥设计计算说明书(一)设计条件跨径：跨径7.5，计算跨径6.9米（支座中心距离）。

荷载：汽车—20；挂车—100；人群荷载3.52/mKN。

材料：混凝土用C30，受力钢筋用Ⅱ级钢筋（16锰）。

截面布置：拟定如图1。

三片主梁，间距2米。

人行道板1.0米。

跨中一根次梁。

（二）主梁计算1.恒载强度及内力假定桥截面构造各部分重量平均分配给各根主梁，以此来计算作用于主梁的每延米恒载强度，计算见表1。

钢筋混凝土T型梁的恒载计算表1由恒载产生的支点反力为（见图1）q=36.4K N/myRAQ A xKN qL R A 1.23127.124.362=⨯==取脱离体如图所示，由0=∑y F 得恒载剪力的一般式为： x qx R Q A x 4.361.231-=-=同理，由0=∑c M 得恒载弯矩的计算公式为：x A M xx q x R +⋅⋅=⋅2，即222.181.2312x x x q x R M A x -=⋅-⋅=各计算截面的剪力和弯矩值列于表内。

1）汽车荷载冲击系数243.10075.03375.11=-=+L μ2）人群荷载2/5.3m KN P r =3）计算主梁的横向分配系数（1）跨中荷载的横向分配系数。

本桥跨内设有三根次梁，具有可靠的横向联结，且承重结构的长宽比为12.2327.12=⨯=B L 故可按修正偏心受压法来计算横向分配系数0m 。

按修正偏心受压法计算梁横向影响线的竖标的计算公式为：∑∑±=ii I a I ea I I 211111βη ① 式中：1I ——i 号主梁的惯性矩； i a ——梁的计算中心距离；β ——抗扭修正系数，按下式计算：∑∑+=ii h TiI a E I GL 22611β ②e ——力的作用点到桥梁截面对称线的距离，即偏心距。

式②中：Ti I ——i 号主梁的抗扭惯矩，按式③进行计算；h E ——混凝土的弹性惯量；G ——混凝土的剪切模量，可取h E G 425.0=。

1033-2005管道荷载计算方法规定OK

结构上承受的荷载的标注方法应为表 2 中所示的集中荷载，均匀荷载，单位荷载中的一种。
T/ES 25 1033-2005
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表2
结构及荷载的标准
荷载标注集中荷载
均匀荷载
单位荷载
结构
管架主梁
3.1.3（1）（a） ——
O
管架次梁
3.1.3 （ 1）（ a ）
O
纵梁
3.1.3（1）（a） O
表4 荷载等级单位荷载计算单位荷载
a
0.050 0.059
b
0.075
0.06 ~ 0.084
c
0.100
0.085 ~ 0.109
d
0.125
0.110 ~ 0.134
荷载等级（单位：t/m2）
e
f
g
h
0.150 0.175 0.200 0.225
0.135 ~ 0.159
0.160 ~ 0.184
标准
T/ES 25 1033-2005
管道荷载计算方法规定
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2005-12-15 发布
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中国石化宁波工程有限公司
管道荷载33-2005 第 1 页共 11 页实施日期：2006-01-01
(1)
式中
w:单位长度管重
b) 垂直管线的集中荷载
垂直管线上支点的集中荷载等于垂直部分全部荷载与水平部分 1/2 荷载之和。例 2 垂直管线上集中载荷的计算方法：

5.5m 次梁 HN500

-------------------------------|简支梁设计||||构件：5.5m次梁HN500|||------------------------------------设计信息-----钢梁钢材：Q345梁跨度(m)：5.500梁平面外计算长度(m)：2.750钢梁截面：国标宽、窄翼缘H型钢：HN500X200容许挠度限值[υ]:l/180=30.556(mm)强度计算净截面系数：1.000计算梁截面自重作用:计算简支梁受荷方式:竖向单向受荷荷载组合分项系数按荷载规范自动取值-----设计依据-----《建筑结构荷载规范》（GB50009-2001）《钢结构设计规范》（GB50017-2003）-----简支梁作用与验算-----1、截面特性计算A=1.1225e-002;Xc=1.0000e-001;Yc=2.5000e-001;Ix=4.5685e-004;Iy=2.1380e-005;ix=2.0170e-001;iy=4.3600e-002;W1x=1.8270e-003;W2x=1.8270e-003;W1y=2.1380e-004;W2y=2.1380e-004;2、简支梁自重作用计算梁自重荷载作用计算:简支梁自重(KN):G=4.8464e+000;自重作用折算梁上均布线荷(KN/m)p=8.8116e-001;3、梁上活载作用荷载编号荷载类型荷载值1荷载参数1荷载参数2荷载值21491.00 1.900.000.002491.00 3.700.000.004、单工况荷载标准值作用支座反力(压为正,单位：KN)△恒载标准值支座反力左支座反力Rd1=2.423,右支座反力Rd2=2.423△活载标准值支座反力左支座反力Rl1=89.345,右支座反力Rl2=92.6555、梁上各断面内力计算结果△组合1：1.2恒+1.4活断面号：1234567弯矩(kN.m)：0.00058.552116.881174.989232.874240.639239.688剪力(kN)：127.991127.507127.022126.538126.053-1.832-2.316断面号：8910111213弯矩(kN.m)：238.516237.121181.359121.12860.6750.000剪力(kN)：-2.801-3.286-131.170-131.655-132.140-132.624△组合2：1.35恒+0.7*1.4活断面号：1234567弯矩(kN.m)：0.00041.50582.761123.767164.522170.099169.481剪力(kN)：90.83090.28589.73989.19488.649-1.076-1.621断面号：8910111213弯矩(kN.m)：168.613167.495128.22685.73442.9920.000剪力(kN)：-2.167-2.712-92.437-92.982-93.528-94.0736、局部稳定验算翼缘宽厚比B/T=5.13<容许宽厚比[B/T]=12.4腹板计算高厚比H0/Tw=44.20<容许高厚比[H0/Tw]=66.07、简支梁截面强度验算简支梁最大正弯矩(kN.m)：241.275(组合：1;控制位置：1.900m)强度计算最大应力(N/mm2)：125.772<f=310.000简支梁抗弯强度验算满足。

钢结构原理第5-6章例题

y2 =80 2 2 37.44 46.56(cm) 1 2 I x = 30 23 +30 2 37.44 1.0 12 1 2 + 20 23 +20 2 46.56 1.0 12 1 2 + 1.0 803 +80 1.0 84 / 2 37.44 207047.8(cm 4 ) 12
【解】 (1) 截面几何特性截面面积： A 1.4 30 0.8 100 1.2 20 146(cm 2 ) 形心轴 x - x 至腹板中点距离 1.4 30 50 0.7 1.2 20 50 0.6 6.3(cm) y 146 y1 50 1.4 6.3 45.1(cm)
因 P 1.2 0.3Pk 1.4 0.7Pk 1.34Pk 故此梁承受的跨中荷载标准值： P 293.2 Pk 218.8(kN) 1.34 1.34 (3) 不设中间侧向支撑 l1 l 12 m 跨中作用一集中荷载，无侧向支撑时，系数 C1 1.35 、 C2 0.55 、 C3 0.40 。简支梁弹性屈曲临界弯矩 M cr 为：
y0 I1hs1 I 2 hs2 3150 20.5 800 80.8 0.016(cm) Iy 3950
x

3 3 b13 h1t1 b2 h2 t2 tw 4 b t h3 b2 t2 h2 4 (h1 h2 ) 1 1 1 y0 24 I x 8I x 2I x
按整体稳定性条件，此梁能承受的弯矩设计值 M x b fW1x 0.158 300 5107 103 106 242.1 1201.8(kN m) 所以，梁的承受力由整体稳定性控制。 4M xp 4 242.1 24.2 P 72.6(kN) 12 l P 72.6 Pk 54.2(kN) 1.34 1.34 故上述计算表明；梁在跨度中点设置一侧向支撑更合理，其所能承受的跨中集中荷载为不设置侧向支撑时的 4.04 倍；当梁受整体稳定承载力控制时，采用强度较高的钢材并不能提高整体稳定所控制的弯矩值，因而没有必要采用高强度的钢材。以本例题跨中不设侧向支撑时为例，若改用 Q235 钢，则：系数 b 为

混凝土结构设计计算书

混凝土结构设计计算书1. 设计资料根据初步设计成果，提出设计资料及数据如下：（1）楼层平面如任务书附图所示。

墙体厚度370 mm，结构横向长1L=18 m，结构纵向长2L=30 m。

楼梯位于该层平面的外部，本设计不予考虑。

楼盖采用整体式单向板肋形结构。

（2）该建筑位于非地震区。

（3）建筑物安全级别为二级。

（4）结构环境类别为一类。

（5）建筑材料等级：混凝土强度等级：梁、板、C25级。

钢筋：板中钢筋、梁中箍筋、构造钢筋为HPB235级，梁中受力筋为HRB335级。

（6）荷载：钢筋混凝土重度为25 kN/m3。

楼面面层为水磨石（底层20mm厚水泥砂浆，10mm面层），自重为0.65kN/m2；梁板天花为混合砂浆抹灰15mm（重度为17kN/m3）。

楼面活荷载标准值6.5 kN/m3。

（7）结构平面布置及初估尺寸：板的支承长度为120mm，次梁的支承长度为240mm，主梁的支承长度为370mm。

主梁沿房屋的横向布置。

次梁：间距12.0l m =主梁：间距26.0l m=柱：350350b h mm mm⨯=⨯，柱网尺寸为6.0 6.0m m⨯楼盖梁格布置如图1所示。

图1 梁板结构平面布置2. 板的计算板按考虑塑性内力重分布方法计算。

板的21600032000l l ==，宜按双向板设计，按沿短边方向受力的单向板计算时，应沿长边方向布置足够数量的构造钢筋。

板的厚度按构造要求取mm l h 50402000401801==>=。

次梁的截面高度应满足： 21111(~)(~)6000(500~333.33)12181218h l mm mm ===取450h mm =1111(~)(~)400(133.33~200)3232b h mm mm ===取200b mm =主梁的截面高度应该满足31111(~)(~)6000(400~600)15101510h l mm mm ===，650h mm =，则取梁宽mm b 250=(1)荷载计算楼面面层为水磨石（底层20mm 厚水泥砂浆，10mm 面层）自重为0.65 kN/m 280mm 厚现浇钢筋混凝土板 25kN/m 3×0.08m=2.000kN/m 215mm 厚石灰砂浆抹底 17kN/m 3×0.015m=0.255kN/m 2每米板宽恒载标准值 k g =0.65+2.0+0.255=2.905kN/m每米板宽活载标准值 k p =6.5kN/m经试算,每米板宽永久荷载效应控制的组合为最不利组合,因此取荷载设计值k Q c k G p g q γψγ+==1.2×3.486+1.0×1.3×6.5=11.936 kN/m(2) 内力计算板的尺寸情况如图2所示图2 板的尺寸次梁截面为200450mm mm ⨯，取板在墙上的支承长度为120mm 。

混凝土主梁与钢次梁组合节点试验

低温建筑技术2012年第12期（总第174期）混凝土主梁与钢次梁组合节点试验研究陶磊1，余江滔1，陆洲导1，周运瑜2（1.同济大学结构工程与防灾研究所，上海200092； 2.上海万科中心，上海200092）【摘要】对一种新型混凝土主梁与钢次梁组合节点的性能进行试验研究，共设计制作2组试件4个组合节点进行静力试验。

采用液压加载装置对试件逐级施加荷载直至试件破坏，研究混凝土主梁截面高度与钢次梁端部点焊锚筋对节点性能的影响。

试验表明主梁高度越大则其对钢次梁的嵌固越有效，节点也越接近于固接，而钢次梁端部的点焊锚筋对节点受力性能影响不大。

选择合适的混凝土主梁截面高度可以改变节点的破坏模式，改善节点的受力性能。

【关键词】混凝土主梁；钢次梁；组合节点；静力试验【中图分类号】TU317.1【文献标识码】B【文章编号】1001－6864（2012）12－0048－03钢-混凝土组合结构是在钢结构和钢筋混凝土结构基础上发展起来的一种新型结构［1］。

常见的钢-混凝土组合结构［2］能够充分发挥钢与混凝土两种材料各自具有的材料性能优势，可显著改善结构受力性能。

目前对钢-混凝土组合结构的研究和运用变得非常广泛［3］。

当节点中包含混凝土与钢材两种材料，且二者存在相互作用时即为组合节点。

钢-混凝土组合节点是组合结构中的重要组成部分，是影响结构性能的关键因素。

钢-混凝土组合节点按不同组合方式有型钢混凝土节点［4］、端板连接节点［5，6］、钢管混凝土节点［7，8］等。

目前，在工业厂房结构［9］中应用较多的一种组合节点形式为钢梁-钢筋混凝土梁节点，其中钢梁为次梁，钢筋混凝土梁为主梁。

钢结构次梁与钢筋混凝土主梁的连接方式多种多样。

当主梁为现浇结构时，可采用将钢次梁直接插入混凝土主梁的连接方式。

这种连接方式经济实用、施工简便。

本文对这种节点形式进行试验研究，分析了钢次梁-混凝土主梁节点的受力和破坏机理，研究结果对指导工程应用具有参考价值。

盖梁支架计算书

计算书1.布置参数：面板：平面模板（0.8kn/m2）次梁：18工字钢间距0.4m，长度为4.8m（有效受力长度2.6m）。

主梁：双拼40工字钢，长度为19m。

立柱：中部钢筒立柱30cm×1cm，端部钢筒立柱20cm×1cm立柱基础：C20混凝土，3×1.5×0.5m。

2.次梁计算次梁长度4.8m（计算时取有效受力长度2.6m）、间距为0.4m布置，次梁以上为平面模板作为盖梁底模。

单跨次梁间距0.4m×2.6m为计算单元，则荷载计算如下：恒载：钢筋砼自重：26kn/m3×2.6×0.4×3=81.12kn；平面模板底膜自重：2.6×0.4×0.8=0.832kn；侧模板自重：（0.4×2）×3×0.8=1.92kn；活载：施工人员及设备荷载：3kn/m2×（2.6×0.4）=3.12kn；转换为均布荷载：q1=(1.2×（81.12+0.832+1.92）+1.4×3.12)/2.6=/2.6=40.4kN/m总体信息1、自动计算梁自重，梁自重放大系数1.202、材性：Q235弹性模量E = 206000 MPa剪变模量G = 79000 MPa质量密度ρ= 7850 kg/m3线膨胀系数α= 12x10-6 / °c泊松比ν= 0.30屈服强度f y = 235 MPa抗拉、压、弯强度设计值f = 215 MPa抗剪强度设计值f v = 125 MPa3、截面参数：普工18截面上下对称截面面积A = 3070 mm2自重W = 0.236 kN/m面积矩S = 105579 mm3抗弯惯性矩I = 16700000 mm4抗弯模量W = 185556 mm3塑性发展系数γ= 1.05荷载信息1、恒荷载(1)、均布荷载，40.40kN/m，荷载分布：满布组合信息1、内力组合、工况(1)、恒载工况2、挠度组合、工况(1)、恒载工况内力、挠度计算1、弯矩图（kN.m）(1)、恒载工况2、剪力图（kN）(1)、恒载工况3、挠度(1)、恒载工况4、支座反力（kN）(1)、恒载工况单元验算图中数值自上而下分别表示：最大剪应力与设计强度比值最大正应力与设计强度比值最大稳定应力与设计比值若有局稳字样，表示局部稳定不满足(1)、内力范围、最大挠度(a)、内力范围：弯矩设计值-34.38～0.00 kN.m剪力设计值-52.89～52.89 kN(b)、最大挠度：最大挠度7.04mm，最大挠跨比1/369（挠度允许值见《钢结构设计规范》(GB 50017-2003)附录A.1）(2)、强度应力最大剪应力τ= V max * S / I / t w= 52.89 * 105579 / 16700000 / 6.5 * 1000= 51.4 MPa ≤f v = 125 MPa 满足!最大正应力σ= M max / γ/ W= 34.38 / 1.05 / 185556 * 1e6= 176.4 MPa ≤f = 215 MPa 满足!(3)、稳定应力受压翼缘自由长度l1 = 1500 mm面外回转半径i = 20.0 mm面外长细比λ= 1500 / 20.0 = 74.9按GB 50017--2003 第127页公式(B.5-1) 计算：整体稳定系数φb = 1.07 - λ2/44000 * 235/fy= 1.07 - 74.92 /44000 * 235 / 235= 0.94最大压应力σ= M max / φb / W= 34.38 / 0.94 / 185556 * 1e6= 196.6 MPa ≤f = 215 MPa 满足!(4)、验算结论：满足!3.主梁计算根据次梁计算最大支座反力为52.9kn，则主梁承受来自次梁的集中力52.9kn，间距0.4m 布置，转换均布荷载则为132.25kn/m。

单向板的计算

单向板肋梁楼盖的计算书小组成员：纪昌建陈安羽李立斌舒海鹏姜庆涛罗斌时间：2011/12/22一、板计算根据题意可得：混泥土为C35 f c =19.1Kn/mm 2 f t =1.71 Kn/mm 2板厚：0h >=80mm>=(1/40)L ”=55mm b h 取80mm 次梁：h=(1/12~1/18)L=(525~350) h 取400mm b=(1/2~1/3)h=(200~133.3) b 取150mm 主梁：h=(1/8~1/14)L=(825~471) h 取600mm b=(1/2~1/3)h=(200~133mm) b 取200mm 荷载计算连续板的计算简图80mm 钢筋混凝土：24*0.08=1.922/mm kN25mm 水泥砂浆搅拌面：20*0.025=0.52/mm kN 20mm 厚混合砂浆拌灰：17*0.02=0.342/mm kN 15mm 厚混合砂浆抹灰：17*0.015=0.2552/mm kN 活荷载：q=4.82/mm kN恒荷载：1.92+0.5+0.34+0.255=3.0152/mm kN 1）由可变荷载控制的组合q+g=(1.3*4.8+1.2*3.015)=9.862/mm kN 2）由永久荷载控制的组合q+g=(1.35*3.015+1.3*4.8*0.7)=8.442/mm kN荷载组合值取由可变荷载控制的较大值g+q=9.862/mm kN 板的计算跨度中间跨;l=l=2200-150=2050mm边跨：l=l+h/2=(2200-75-120)+80/2=2045mm<=l+a/2=2005+60=2065mm故取l=2045mm 中间跨与边跨的高度差(2050-2045)/2200=0.227%<10%,可按等跨连续板进行计算连续板受力简图板的弯矩计算截面配筋计算二、次梁计算次梁计算简图连续板传来的荷载9.86KN/m次梁自重25*0.2*（0.4-0.08）=1.6KN/m次梁粉刷 1.7*0.002*（0.4-0.08）*2=0.2176KN/m恒荷载标准值11.68KN/m活荷载标准值 4.8*2.2=10.56KN/m可变荷载效应控制组合g+q=1.2*11.68+1.3*10.08=27.12KN/m永久荷载效应控制组合g+q=1.35*11.68+0.7*1.3*10.08=24.94KN/ml=6300-200=6100mm中间跨l=（6300-120-100）+240/2=6200 mm 边跨故边跨取6200mm（6200-6100）/6200=1.56%<10% 故可能用等跨连续梁计算内力次梁受力简图次梁弯矩计算次梁剪力计算截面承载计算次梁跨中按T 形截面计算21003/0=='l f b 215020001500=+=+s b b 取2100m梁高 h=400mm 360404000=-=h mm 翼缘厚 mm h f 80=次梁正截面受弯承载力计算次梁斜截面受剪承载力计算三、主梁计算主梁计算简图1.次梁恒载 11.68*6.3=73.58KN主梁自重 24*0..2*（0.45-0.08）*2.2=4.08KN 主梁粉刷 17*（0.45-0.08）*0.015*2..3*2=0.43KN g=73.58+4.08+0.43=78.09KN由次梁传来的荷载：q=10.56*6.3=66.528KN 组合：1.2*78.09+66.528*1.3=180.19KN 2.内力计算计算跨度：边跨 l n =6.6-0.12-0.4/2=6.28ml 0=1.025 +b/2=6.637m< Ln+a/2+b/2=6.665m中跨 l n =6.6m-0.4m=6.2ml 0 = l n +b=6.2+0.4=6.6m跨度差: （6.637-6.2）/6.6=0.61%<10% 可接连续板计算 M=0201Ql k Gl k + 剪力V=Q k G k 43+ 中间跨与边跨的平均跨度：（6.64+6.6）/2=6.62 边跨： 0l G •=93.71*6.64=622.23KN*m 0l Q •=86.49*6.64=574.29 KN*m 中间跨： 0l G •=93.71*6.6=618.49 KN*m 0l Q •=86.49*6.6=570.83 KN*m 支座B ： 0l G • =93.71*6.62=620.36 KN*m 0l Q •=86.49*6.62=572.56 KN*m主梁正截面受弯承载力计算主梁斜截面受剪承载力计算板平法施工图梁平法施工图11。

组合梁设计-PPT文档资料

梁端部的高度应满足抗剪强度的要求不小于跨中高度的二分之一
第七节组合梁设计
四、翼缘焊缝的计算：
VS VS 1 1 水平剪力 V t t h 1 w w 沿梁单位长度的剪力为： I t I xw x
F F 竖向剪力 V t t v cw w t l l w z z
[例2]
解：一、截面选择次梁传来的集中荷载设计值：Ｆ＝(2×30+1.2×0.587)5=303.5kN 最大剪设计值(不包括主梁自重): Vmax=1/2×5×303.5=760kN
2 2 c 2 c 1
第七节组合梁设计
二、截面验算５、梁的整体稳定验算在最大刚度主平面内弯曲的构件在两个主平面内弯曲作用下的工字形截面构件：６、刚度验算： υ ≤[υ]
Mx f bW x
M M x Y f W y * W b* x y
７、承受动力荷载作用的梁，必要时应进行疲劳验算。经过强度、刚度和整体稳定的验算，如初选截面有不满足要求之处时，则应适当修改截面重新验算。

1 F 2 VS 1 2 h ( ) ( ) f w 1 . 4 ff I fl z x
第七节组合梁设计试设计主梁。跨12m，永久荷载与可变荷载之和为 30KN/m2 ( 设计值 ) ，其上放置 5 根次梁。采用焊接工字形截面组合梁，改变翼缘宽度一次。钢材Ｑ235，E43系列焊条。
根据以上三个条件，实际所取用的梁高h一般应满足：
hmin≤h≤hmax h≈he
第七节组合梁设计
2、腹板尺寸（1）腹板的高度ｈw （２）腹板的厚度tw 可取稍小于梁高h的数值，并考虑钢板的规格尺寸，将腹板高度hw取为 50ｍｍ的倍数。

平台钢结构计算书

钢平台课程设计计算书一、结构布置1、梁格布置：按柱网尺寸布置。

L=9.0m ， D=5.4m ，a=b=0.9m 。

2、连接方案：主梁与柱、次梁与主梁之间均采用高强度螺栓铰接连接，定位螺栓采用粗制；次梁与主梁的上翼缘平齐；平台板与梁采用焊接。

3、支撑布置：根据允许长细比，按构造要求选择角钢型号。

二、平台钢铺板设计 1、尺寸确定根据平台荷载、构造要求及平面布置情况，平台铺板的厚度取为6mm 。

平台铺板采用有肋铺板，板格面积取为0.9m×5.4m ，即相邻两次梁中心间距为0.9m ，加劲肋中心间距为0.9m ，此处加劲肋间距参考铺板厚度的100~150倍取值。

加劲肋采用扁钢，其高度一般为跨度的1/15~1/12，且不小于高度的1/15及5mm ，故取扁钢肋板高度60mm ，厚度6mm 。

2、铺板验算验算内容包括铺板强度和铺板刚度。

（1）荷载效应计算铺板承受的荷载包括铺板自重和板面活荷载，计算如下：铺板自重标准值： 6278509.86100.462G q kN m --=⨯⨯⨯=铺板承受标准荷载：280.4628.462k q kN m -=+=铺板承受的荷载设计值：21.20.462 1.4811.7544q kN m =⨯+⨯=铺板跨度b=900mm,加劲肋间距a=900mm ，b/a=1<2，因此，应按四边简支平板计算铺板最大弯矩。

查表2-1得：22max 0.049711.75440.90.4732M qa kN m α==⨯⨯=（2）铺板强度验算铺板截面的最大应力为：22max 22-6660.473278.86215610M N mm f N mm t σ⨯===<=⨯ 满足要求。

（3）铺板刚度验算查表2-1得：434max311398.462100.99000.0433 5.4[]61502.0610610k q a mm mm Et ωβω-⨯⨯==⨯=<==⨯⨯⨯（4）铺板加劲肋验算板肋自重标准值：2978509.8660100.028p kN m -=⨯⨯⨯⨯= 加劲肋可按两端支撑在平台板次梁上的简支梁计算，其承受的线荷载为：恒荷载标准值：10.4620.90.0280.4438p kN m =⨯+=活荷载标准值：20.987.2p kN =⨯=加劲肋的跨中最大弯矩设计值为:221(1.20.4438 1.47.2)0.9 1.0888qM l kN m ==⨯⨯+⨯⨯=加劲肋计算截面可按加劲肋和每侧铺板15t （t 为铺板厚度）的宽度参与共同作用，计算截面如图3所示。

钢-混凝土组合梁.详解

29
§ 3.3 组合梁试验结果分析
3.3.1 组合梁正截面受力性能
由试验结果知；从加荷到破坏，组合梁正截面经历弹性、弹塑性和塑性三个受力阶段，见图3.3.1
塑性弹塑性 A 弹性
B
30
31
简支组合梁破坏形态
32
连续组合梁破坏形态
33
3.3.1
1、弹性阶段
组合梁正截面受力性能
在荷载作用初期，组合梁整体工作性能良好，荷载－变形曲线基本上呈线性增长，当荷载达极限荷载的50%左右时，钢梁的下翼缘开始屈服，而钢梁其它部分还有还处于弹性工作状态 2、弹塑性阶段加荷至混凝土翼缘板板底开裂后，钢梁的应变速率加快，组合梁的变形增长速度大于荷载的增长速度，荷载－变形曲线开始偏离原来的直线。当钢梁下翼缘达到曲服后，组合梁的挠度变形
y0
Ay A
i i
i
(3.4.3)
Ai ——第个单元的截面面积,对混凝土单元需将其换算成钢材单元进行计算； yi ——第个单元重心轴距截面顶边得距离。
当考虑混凝土得徐变影响时,应将公式3.4.2 代入公式3.4.3进行计算,即可求得考虑混凝土徐变影响的组合截面的重心轴距组合截面顶边的距 c y 离,并用 0 表示。
22
3.1.4
组合梁的施工方法
2. 施工阶段组合梁下设临时支撑
施工阶段在组合梁下设置临时支撑，临时支撑的数量根据组合梁的跨度大小
来确定，当跨度L大于7m时，支撑不应少于3个，当跨度L小于7m时，可设置 1~2个支撑。支撑设置的精确数量应根据施工阶段的变形来确定。这时，组合梁不必进行施工阶段的计算，按使用阶段进行计算，全部荷载均由组合梁承受。设置临时支撑可以减少组合梁在使用阶段的挠度，但需要较多的连接件来抵抗钢梁与混凝土板之间的相对滑移。

什么是有梁板终于找到了官方解释

什么是有梁板终于找到了官方解释什么是有梁板？一直是一个争论不休的问题，记得在一次广联达组织的高校老师培训会议上，几十个老师争论的热脖红脸，吵的一塌糊涂，也没有得出统一的结论，当时广联达答应问清单的编写者，到现在也没了下文。

1、有梁板为什么会引起这么大的争议有梁板为什么会产生这么大的争议，是因为清单规则只说有梁板怎么算，并没有说什么是有梁板，其规则原文如下：有梁板（包括主、次梁与板）按梁、板体积之和计算，无梁板按板和柱帽体积之和计算，各类板伸入墙内的板头并入板体积内，薄壳板的肋、基梁并入薄壳体积内计算。

这条规则引起很大的争议：框架梁与现浇板组合是不是有梁板？还是框架梁、次梁、现浇板组合才叫有梁板？只是次梁和现浇板组合是不是有梁板？圈梁和现浇板组合是不是有梁板？于是社会上出现了各种各样关于有梁板的解释，有的说只要一块板的三面是框架梁就是有梁板，有的说只要是现浇板就是梁板。

我自己还有一版是从力学角度解释的，凡是以梁为支座承担荷载的板就是有梁板，凡是以柱直接承担板的荷载的板就是无梁板，凡是以墙为支座承担板的荷载的板就是平板。

各种解释五花八门说法不一，但没有一个是有依据的。

2、偶然发现有一个官方解释有一天，在一次造价师考试学术讨论会上，我随便翻一份资料，就是这本书。

当我翻到90页的时候，突然发现这本书对什么是有梁板有一个比较靠谱的解释，如下图所示。

我把这份图纸翻译成三维图，如下图所示。

从图中可以看出，只是有次梁的板才叫有梁板。

周边有框架梁，但是板中没有次梁，这块板是平板，并不是有梁板。

所以，我们可以得出结论：凡是有次梁的现浇板就是有梁板。

用土话解释就是板上有梁就是有梁板，原来就是字面意思，怪不得专家们懒得解释呢，我我们把问题想复杂了。

哈哈！为什么说这是一个靠谱的解释，因为这是中华人民共和国建设部出的定额，属于官方文件。

今后我们遇到有次梁的板，计算工程量时候这样计算，有梁板体积=板的体积+次梁体积+周边框架梁的体积。

海洋平台结构设计ppt课件第四章--平台甲板结构及附属设施设计

b.当主梁在柱(桩)顶处断开，视其为简支梁
c.主梁上所受的荷载为各次梁的支座反力p加主梁自重荷载q。中间次梁施加的支反力为ql,两边次梁施加的支反力为ql/2
d.当梁格采用等高连接，且
时，板四边支承于主梁和次梁上。板上的
均布荷载安等分角线分配给次梁和主梁。故主梁、次梁分别为承受集中荷载、
三角形荷载、梯形荷载，以及结构自重产生的均布荷载的连续梁和பைடு நூலகம்支梁。
2.结构内力分析方法：采用迭代法将静荷载引起的内力与活荷载在最不利位置引起的内力相叠加，即可得到各截面的最不利内力组合。
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• 二、直升飞机甲板设计
对直升飞机甲板的总体要求： (1)具有足够的面积供直升飞机起落和装卸作业 (2)具有足够的强度去承受直升飞机降落时的冲击荷载
直升飞机甲板设计依据：
2)主梁截面选择
组合梁截面的选择是主梁设计的关键，具体步骤： a. 确定梁高h和腹板高度h0 b. 确定腹板厚度 c. 选择翼缘尺寸b1和t1 d. 组合梁的强度、整体稳定性、挠度验算
32 钢结构 Steel Structure
3)立柱截面选择平台上部结构的立柱，除了承受轴向力外还受弯矩作用，故立柱为偏心受压构件。通常设计成等截面实腹式柱。截面选择步骤： a. 截面尺寸选择 d. 强度、整体稳定性、刚度验算
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• 三、栈桥设计
栈桥的作用： (1) 连接相邻两个平台的交通通道 (2)各种管道(原油管道、饮用水管道、供用水管道、电线导管、通信线路、
26 钢结构 Steel Structure
1)梁格布置是梁格结构设计的关键
目的：合理地决定板、次梁、主梁的尺度、跨度、间距，在满足使用要求的前提下，使结构总用钢量最少

结构设计计算书

结构设计计算书一、梁计算：（一）屋面验算：本设计的钢结构梁均为简支梁，材质为Q345，材料设计标准值为310N/mm²；以最不利构件计算，主梁取F~G轴线/4轴线之间的钢梁GL1，次梁取1~4轴线/F~G 轴线之间的次梁GL3验算。

1.次梁GL3验算HN400×150×8×13（1）永久荷载计算：防水层荷载（两层3mm厚SBS）： 2.1×0.006×5000×10=0.63KN/m；防水找平层（20mm厚水泥砂浆）： 2.1×0.02×1700×10=0.84KN/m；屋面1:6珍珠岩水泥砂浆找坡层（平均厚度200mm）：2.1×0.2×800×10=3.36KN/m；100mm厚挤塑板保温层： 2.1×0.1×40×10=0.084KN/m；150mm厚钢承板C30砼结构板：（2.1×0.074+2.1×0.076÷2）×2500=5.88KN/m HN400×150×8×13钢梁自重：55.8×10=0.558KN/m；合计：11.352KN/m （2）屋面活荷载计算：不上人屋面活荷载标准值：0.5KN/㎡： 2.1×0.5=1.05KN/m；基本雪载：0.35KN/㎡： 2.1×0.35=0.735KN/m；基本风荷载：0.25KN/㎡： 2.1×0.25=0.525KN/m；施工荷载：2.0KN/㎡： 2.1×2.0=4.2KN/m；合计： 6.51KN/m （3）.弯矩计算：M=ql²/8=（1.35×11.352+1.4×6.51）×9²÷8=220.887KN.m（4）验算钢梁弯矩值：W=M/f=220.877×1000×1000÷310=712538.7mm³=712.54cm³经过查表得钢梁HN350×175×7×11的W x=782cm³＞712.54 cm³2.主梁GL1验算(HN692×300×13×20)：11.352×9÷2=45.408次梁传来的集中荷载简图F1 =45.408 F2=45.408 F3=45.408弯矩组合计算：M=1.35×1.66×8.42÷8+45.408×3×4.2×1.35=792.16KN.MW=M/f=964.4103×1000×1000÷295=2685273.559mm³＜4980cm³选用HN700×300×13×203.主梁GL2验算：1.主梁验算HN400×150×8×13（1）永久荷载计算：防水层荷载（两层3mm厚SBS）： 2.0×0.006×5000×10=0.60KN/m；防水找平层（20mm厚水泥砂浆）： 2.0×0.02×1700×10=0.68KN/m；屋面1:6珍珠岩水泥砂浆找坡层（平均厚度200mm）：2.0×0.2×800×10=3.2KN/m；100mm厚挤塑板保温层： 2.0×0.1×40×10=0.08KN/m；150mm厚钢承板C30砼结构板：（2.0×0.074+2.0×0.076÷2）×2500=5.6KN/m HN400×150×8×13钢梁自重：55.8×10=0.558KN/m；合计：10.718KN/m （2）屋面活荷载计算：不上人屋面活荷载标准值：0.5KN/㎡： 2.0×0.5=1.0KN/m；基本雪载：0.35KN/㎡： 2.0×0.35=0.70KN/m；基本风荷载：0.25KN/㎡： 2.0×0.25=0.50KN/m；施工荷载：2.0KN/㎡： 2.0×2.0=4.0KN/m；合计： 6.2KN/m（3）.弯矩计算：M=ql²/8=（1.35×11.398+1.4×6.2）×8.4²÷8=212.274KN.m（4）验算钢梁弯矩值：W=M/f=212.274×1000×1000÷310=684753.5mm³=684.75cm³经过查表得钢梁HN350×175×7×11的W x=782cm³＞827.36 cm³2.主梁GL2验算(HN600×200×11×17)：10.718×8.4÷2=47.872次梁传来的集中荷载简图F1 =47.872 F2=47.872 F3=47.872弯矩组合计算：M=1.35×0.896×82÷8+45.016×3×4×1.35=785.2KN.MW=M/f=889.8×1000×1000÷295=2661705.763mm³＜3000cm³选用HN600×200×11×17（二）楼面积算：1.次梁GL3验算HN400×150×8×13（1）永久荷载计算：楼面装修材料荷载： 1.20KN/m150mm厚钢承板C30砼结构板：（2.1×0.074+2.1×0.076÷2）×2500=5.88KN/m HN400×150×8×13钢梁自重：55.8×10=0.558KN/m；合计：7.638KN/m （2）屋面活荷载计算：医院楼面活荷载标准值：0.5KN/㎡： 2.5KN/m；施工荷载：2.0KN/㎡： 2.1×2.0=4.2KN/m；合计： 6.7KN/m （3）.弯矩计算：M=ql²/8=（1.35×7.638+1.4×6.7）×9²÷8=119.374KN.m（4）验算钢梁弯矩值：W=M/f=119.374×1000×1000÷310=643143.266mm³=643.143cm³经过查表得钢梁HN350×175×7×11的W x=782cm³＞643.143 cm³2.主梁GL1验算(HN692×300×13×20)：7.638×9÷2=45.408次梁传来的集中荷载简图F1 =34.371 F2=34.371 F3=34.371弯矩组合计算：M=1.35×1.66×8.42÷8+34.371×3×4.2×1.35+6.7×8.42÷8=679.456KN.MW=M/f=679.456×1000×1000÷295=2303.241mm³＜4980cm³选用HN700×300×13×203.主梁GL2验算：1.主梁验算HN400×150×8×13（1）永久荷载计算：楼面装修材料荷载： 1.20KN/m150mm厚钢承板C30砼结构板：（2.0×0.074+2.0×0.076÷2）×2500=5.6KN/m HN400×150×8×13钢梁自重：55.8×10=0.558KN/m；合计：7.358KN/m （2）楼面活荷载计算：楼面活荷载标准值： 2.5KN/m；施工荷载：2.0KN/㎡： 2.0×2.0=4.0KN/m；合计： 6.5KN/m （3）.弯矩计算：M=ql²/8=（1.35×7.358+1.4×6.5）×8.4²÷8=167.874KN.m （4）验算钢梁弯矩值：W=M/f=167.874×1000×1000÷310=541.528.084mm³=541.528cm³经过查表得钢梁HN350×175×7×11的W x=782cm³＞541.528 cm³2.主梁GL2验算(HN600×200×11×17)：7.358×8.4÷2=30.904 次梁传来的集中荷载简图F1 =30.904 F2=30.904 F3=30.904弯矩组合计算：M=1.35×0.896×82÷8+30.904×3×4×1.35+6.5×1.4×82÷8=583.115KN.M W=M/f=583.115×1000×1000÷295=1976661.424mm³＜3000cm³选用HN600×200×11×17二、单柱荷载计算以F轴线与4轴线交点的柱进行计算：P=47.872×3+45.408×3+34.371×3+30.904×3=475.665KN故单柱承载力为475.665KN单柱强度验算：P÷S=475.665×1000÷12040=39.507N/mm2＜215N/mm2单柱稳定性验算：λ=l0/¡，¡=（I/A）1/2=（20500÷120.4）1/2=13.05cmλ=l0/¡=360÷13.05=27.59＜150。

楼板体系振动舒适度验算书

**项目楼板振动舒适度复合此建筑主梁采用2槽200x73x7x11冷弯薄壁卷边槽钢组合；次梁（檩条）采用C160x60x20x2.0 冷弯薄壁卷边槽钢;楼板采用80mm厚压型钢板+混凝土的组合楼板，楼板混凝土强度等级为C30。

楼板结构的荷载轻钢结构楼板体系的阻尼比取为6%。

1）组合梁截面特性计算（1）次梁。

次梁截面为C160x60x20x2.0,面积A1=640 mm2 ,惯性矩I x1=3.51x 105 mm4 。

混凝土板折算板宽系数为混凝土板的有效宽度1.510335.11006.235.15=⨯⨯⨯==csc EEηLbe4.0600<=因此，组合惯性矩计算时不考虑压型钢板板肋处的混凝土。

混凝土板的折算宽度混凝土板的折算面积折算惯性矩45310275.612mm bh I cj ⨯== 组合截面形心距混凝土上表面的距离mm y j 76.366404706)802/160(6402/4047060=++⨯+⨯=次梁组合惯性矩472525102.1)76.36160(6401051.3)2076.36(470610275.6mm I j ⨯=-⨯+⨯+-⨯+⨯=（2）主梁。

主梁截面为2槽200x73x7x11,面积A 2=5779 mm 2 ,惯性矩 I x2=3.254x 107 mm 4 。

因主梁和楼板并无接触，无需考虑组合梁截面特性。

2）楼板结构的自振频率计算次梁的均布荷载2'/95.24.005.00.15.1m KN P P P V u uj u uc jk =+++=+++=ω 相应的变形为mm b 65.1171.5600==247064065.117mm A cj =⨯=mm I E L S js j j jk j 314.4102.11006.238439002.195.2538457544=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯==∆ω主梁的均布荷载2'/1.34.015.005.00.15.1m KN P P P P V u ug uj u uc gk =++++=++++=ω相应的变形为mm I E L S g s gg gk g 203.510254.31006.218448009.31.3118417544=⨯⨯⨯⨯⨯⨯⨯==∆ω每根中柱分担的楼面荷载kN N 032.588.49.31.3=⨯⨯=柱的变形为mm A E NL c C s C 64.01006.210454.13.3032.5853=⨯⨯⨯⨯==∆-楼板结构的自振频率HZ HZ f c g j 364.564.0203.5314.418181>=++=∆+∆+∆=满足舒适度的频率要求。

体育馆计算书

－31.06
截面
边支座
第一内支座(左)
第一内支座(右)
中间支座
剪力系数
0.45
0.6
0.55
0.55
(kN)
38.82
27.18
35.17
号梁剪力计算
4、截面承载力计算
支座截面按矩形截面计算。第一内支座截面按两排筋考虑取h0=450－60=390mm。其余按单排筋考虑取h0=450－35=415mm。次梁跨中截面按倒L型截面计算。
2）截面选择与验算
初选电焊钢管
A=111mm2i=0.83cm
有效高度
查《钢结构》教材附表1.19 b类截面得：
满足规定。
2、网架计算：
1）网架自重：
采用钢管网架：查《新编网架计算手册》
小立柱自重：（取最高几根立柱所在网格为计算单元）
0.87×1.079×10=9.39×10-3KN
檩条自重：
屋面板自重：0.54KN/m2
0.25×1.0×200×390×11.9=232050＞V
232050＞V
246925＞V
0.7×1.27×200×415=73787＞V
0.7×1.27×200×390=69342＞V
69342＞V
73787＞V
箍筋肢数、直径
2Φ6
2Φ6
2Φ6
2Φ6
—
—
—
—
—
—
—
—
实配箍筋间距s(mm)
200
200
0.955
221.41
277.98
选配钢筋
2Φ16
2Φ14
2Φ14
2Φ14
实配钢筋面积（mm）
402

7.8米楼房钢结构计算书0509

活动房钢结构计算书一、设计依据1、本计算书系依据上海市区的临时设施要求按国家现行建筑结构设计规范进行计算。

2、采用钢材均为Q235钢二、次梁计算草图1、楼面荷载：水泥板及楼面：0.05×2500×1.2=150㎏/m 2活载：150×1.4=210㎏/m 2q=（150＋210）×0.9＋10=334㎏/m Μ=81×334×3.62=541㎏﹒m=54100㎏﹒cm 上、下弦均采用2L30×3 组合A=1.749×4=6.996 cm 2腹杆采用L30×3 x =0.90 cm 上、下弦组合ιx =0.45×36.5=16.4 cm I=6.996×16.42=1881.6 cm 4方管W=1881.6÷25.36=103.1cm 3σ=W M =1.10354100=530㎏/cm 2考虑上弦压杆折减λ=9.045=50 φ=0.85 σ1=530÷0.85=624㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全腹杆(压) λ=9.05.36=40.5 φ=0.876 腹杆最大压力为压杆=21×334×3.6=601㎏÷(1.79×0.876)=383㎏/cm 2拉杆=601÷sin α=955÷1.749=546㎏/cm 2安全三、楼面主梁计算楼面荷载:水泥板及楼面 0.05×2500×1.2=150㎏/m 2 活载：150×1.4=210㎏/m 2隔墙楼10㎏/m 2×2.6=26㎏/m 吊顶楼 10㎏/m 2次梁楼 10㎏/m 合计 370㎏/m 2P=370×0.9×3.6＋36×3.6=1328㎏折算主梁均布荷载 q=9.01328=1476㎏/m 在A 支座处梁下弦不连续,梁按5.7M 计算 M=81×1476×5.72=5994㎏.m N 1=21×1476×5.7=4207㎏ N 3=21×1476×1.8=1328㎏ N 2=5535㎏梁架上下弦采用∠50×5 各两根,梁高400组合 W x =334 cm 3r x =18.6 cm σ=Wx M =334599400=1795㎏/cm 2上弦节间距为450mm ∠50×5 r x =1.53 cm λ=53.145=29.4 中心受压 φ=0.902902.01795=1990㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全腹杆验算：第一节腹杆应力最大杆最长40cm 其立杆为压杆应力为4207kg ，选用2∠30×3 A=1.749×2=3.498cm 2r x =0.9cm λ=9.040=44cm φ=0.867 σ=867.0498.34207⨯=1387㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全其斜杆为拉杆应为=(4207-21×1328)÷sin α1=5333kg σ=498.35333=1525㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全7.5M 跨主梁计算草图同 5.7m+1.8 但无A 点支柱,荷载相同 q=1476㎏/m M=81×1476×7.52=10378㎏.m N 1=21×1476×7.5=5535㎏选用4∠63×6(上下弦各2)组合 W x =489 cm 3r x =18.3 cm σ=Wx M =4891037800=2122㎏/cm 2下弦拉杆安全上弦压杆折减λ=93.145=23 φ=0.915 915.02122=2319㎏/cm 2>2150㎏/cm 2超过标准8%不安全,可改用∠63×8 腹杆最大应力压杆(两侧立杆)为5535㎏选用2∠30×3 λ=91.040=44 φ=0.867 σ=5535÷(1.749×2×0.867)=1702㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全斜杆为(5535-21×1239) ÷sin α1=7399kg σ=2749.17399⨯=2115㎏/cm 2<2150㎏/cm 2安全二层柱计算基本风压按55㎏/cm 2高度变化系数按C 类考虑,取0.54 临时设施取0.8组合系数q 1=55×1.4×0.54×0.8×0.8×3.6=95.8㎏/cm q 2=55×1.4×0.54×0.5×0.8×3.6=95.8㎏/cm q 3=55×1.4×0.54×0.53×0.8×3.6=95.8㎏/cm q 4=55×1.4×0.54×0.5×0.8×3.6=95.8㎏/cm屋面风力传至柱顶水平力:P 3=(63.5-59.5) ×3.75×sin α=3.9kg垂直力:B 柱=63.5×3.75×cos α=228 kgA 柱=59.9×3.75×cos α=215 kg计算风载组合时柱顶活荷载按0.6组合系数计算 N B =212×4-228-0.4×30×1.4×3.6×3.75=393 kg M B =21×95.8×2.72-3.9×2.8-21(95.8-59.9) ×2.72×83=349.2-10.5-49.1=289.6 kg.m e=NM =39328960=73.7 选用方钢口60×60×3.5 A=7.91W=606536044⨯-=14.08cm 3r=0.289×225360+=23.1mm 2.31cm λ=31.27.0270⨯=81.8 中心受压φ=0.706ε=73.7×08.1491.7=41.4>20 σ=A N ⨯φ+W M =91.7706.0393⨯+08.1428960=70.4+2057=2127>2150 安全 N A =212×4-215-227=406 kg M A =21×59.9×2.72+49.1=267.8kg.m<M B底层柱计算上层传递M B =289.6 kg.m N B =393 kg M A =267.8 kg.m N A =406 kg楼面: q=1476-210×0.4×3.6=1174(风载组合考虑) P 1=95.8×0.4=38 kg P 1=59.9×0.4=24 kgq 1=95.8 kg/m q 2=59.9 kg/m M B1=21×95.8×2.62+289.6+38×2.6=323.8+289.6+99.8=712.2 M A1=21×59.9×2.62+267.8+24×2.6=202.5+267.8+62.4=532.7 按等同度柱两跨铰接排梁应力重分配后 M C1=31×(99.8+62.4)=54.1kg.m M C2=41×(323+289.6)=153.2kg.m M C3=41×(202.5+267.8)=117.6kg.m C M ∑=54.1+153.2+117.6=324.9 kg.mB M ∑=712.2-2×153.2+117.6-31×62.4=502.6 kg.mA M ∑=532-2×117.6+153-31×99.8=416.5 kg.mB N ∑=393+21×1174×5.7=3739 kgA N ∑=406+21×1174×1.8=1463 kgC N ∑=21×(1.8+5.7)1174=4403 kg选用方钢口100×100×3 A=102-9.42=11.64cm 2W=1069.4-1044⨯=36.54 cm 3r x =0.289×224.910+=3.97cm B 柱 e=N M =373950260=13.44 cm λ=97.37.0260⨯=45.8ε=13.44×54.3664.11=4.28<20 φp =0.178 σ=A N p ⨯φ=64.11178.03739⨯=1805 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全A 柱 e=N M =146341650=28.5 cm λ=97.37.0260⨯=45.8ε=28.5×54.3664.11=9.08<20 φp =0.095 σ=A N p ⨯φ=64.11095.01465⨯=1323 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全C 柱 e=440332490=7.38 cm ε=7.38×54.3664.11=2.35 φp =0.275 σ==64.11275.04403⨯=1384 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全选用方钢100×100×2.5 A=102-9.52=9.75cm 2W=1069.5-1044⨯=30.92 cm 3r x =0.289×225.910+=3.99cm B 柱 e=13.44 cm λ=99.37.0260⨯=45.6ε=13.44×92.3075.9=4.24<20 φp =0.180 σ=A N p ⨯φ=75.918.03739⨯=2130 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全当底层为双柱时B 柱上部条件除无坡屋面外三柱时B 柱相似 A 柱楼面荷载变化较大其受力情况如下:B 柱 M B1=712+10.5=722.5kg.m A 柱 M A1=532.7kg.m两柱弯矩差为722.5-532.7=189.8 由B 柱向A 柱传递弯矩为83×189.8=71.2 分配后M B =722.5-71.2=651.3 kg.mM A =532.7+71.2=603.9 kg.m N B =3739kg N A =406+(21×5.7+1.2) ×1174=5160kg 选口100×100×3.5 A=13.51cm 2W=41.99 cm 3柱B e=373965130=17.42 r=3.95cm λ=95.37.0260⨯=46ε=17.42×99.4151.13=5.6<20 φp =0.144 σ=A N p ⨯φ=51.13144.03739⨯=1921 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全柱A e=516060390=11.7λ=95.37.0260⨯=46ε=11.7×99.4151.13=3.76<20 φp =0.200 σ=A N p ⨯φ=51.132.05160⨯=1910 kg/cm 2<2150 kg/cm 2安全。

楼面次梁组合梁计算(带公式程序)

271805747 mm4
施工阶段的二验算 1 弯矩和剪力
钢梁自重：板自重：板托重：
0.43 6.00 0.00
自重标准值 g1k：
施工荷载： 2.80 施工阶段弯矩设计值M 施工阶段剪力设计值V
kN/m kN/m kN/m
5.36 kN/m
(平台梁间距：
kN/m
自重标准值 g1：
41.52 kN.m
13911 mm2
混凝土板顶
面至组合截
面中和轴的
距离xc=
[be*hd2/(4*α
E)+A*y]/A0c =
127 mm
换算成钢截面的组合截面惯性矩 I0c = Ic/(2*αE) + Ac*(xc-0.5hd)2/(2*αE) + I + A(y-xc)2 =
对混凝土板顶面的组合截面弹性抵抗矩 w0ctc = 2αE*I0c / xc=
493514.82 mm3
钢梁上翼缘的弹性抵抗矩 W2 = I / yb =
566179.58 mm3
mm 9.2E+07 mm4
2 组合截面特征计算：
混凝土等级
C25 钢与混凝土弹性模量比αE =
7.36
梁左相邻
梁右相邻
板厚hd
100 梁跨度
6000 净距
1820 净距
1820 板托顶宽b0 180 板托高度ht
24 mm
PASS! PASS!
0
b1 =
600 b2 =
600
混凝土板计算宽度be= 1380 mm
混凝土板截面面积Ac = be * hd = 138000 mm2
换算成钢截面的组合截面面积A0=Ac/αE +A 23286 mm2

钢结构平台铺板计算书

平台铺板计算书四边简支无肋铺板的弯矩和挠度计算系数值表－11，铺板计算2/8.558.0m kN q q q =+=＝＋活恒标2/96.754.18.02.14.12.1m kN q q q =×+×××=＝＋活恒设 m m kN a q M /56.075.096.7125.022max ⋅=××==设α[]22232max max max/215/75.4382.11056.066mm N f mm N t M W M x x =<=×××===γγσ []mm a v mm Et a q v 515075015047.2810206750108.51422.0334334max===<=×××××==−标β其中：α，β由表－1查得。

2，加劲肋计算组合截面特性：22508mm A =；41392377mm I x =395694.4mm W =上；316685.2mm W =下 m kN q q q /35.475.0)58.0(75.0)(=×+×=＝＋活恒标 m kN q q q /97.575.0)54.18.02.1(75.0)4.12.1(=××+××××=＝＋活恒设m kN l q M ⋅=×==99.280.297.5822max设 []226max max/215/3.1492.166852.11099.2mm N f mm N W M x =<=××==γσ []mm l v mm EI l q v x 8250200025016.313923771020638420001035.4538453434max===<=××××××==−标所以铺板及加劲肋均满足要求！1，铺板计算2/8.888.0m kN q q q =+=＝＋活恒标2/16.1284.18.02.14.12.1m kN q q q =×+×××=＝＋活恒设 m m kN a q M /70.075.016.121017.022max ⋅=××==设α[]22232max max max/215/7.5482.11070.066mm N f mm N t M W M x x =<=×××===γγσ []mm a v mm Et a q v 515075015092.2810206750108.81106.0334334max===<=×××××==−标β其中：α，β由表－1查得。