單向板肋梁樓蓋

1、單向板肋梁樓蓋to225整體式單向板肋梁樓蓋設計實例（新規(guī)范）設計資料：車間倉庫的樓面梁格布置如圖1*1所ZK，軸線尺寸為3O/77x19.8w 9墻厚為370mm,本層高為4.5m oII- rrH出-ItIII二節(jié)二二二二二 ij aJIIIIIIgsns -A9-.D3GC03ffil.lIIG9C0其余釆用HPB300鋼筋(I270N/亦)。HPB235(fy=210N/MM)計算過程：選擇板厚為80mm,主梁截面尺寸為 次梁截面尺寸為200叫450",柱截面板的最小保護層厚度為300/77/77 X 700/77/77 ,尺寸為400 mmx4OOmm ,15mm,梁、柱的

2、保護層厚度取20mm和縱筋直 徑的最小值。(1)板的計算(按考慮塑性內(nèi)力重分布方 法計算)荷載計算20mm水泥砂漿面層20x0.02=0.04W/?r80mm鋼筋混凝土板0.08x25 = 2.0W/?z215mm石灰砂漿抹灰0.15x17 = 0.2553/屛可變荷:p = 1.2x2.665 + 1.3x7 = 12286kN/F永久荷載控制p = 1.35 x 2.665 + 0.7 x 1.3 x 7 = 9954kN / nF取計算簡圖（見圖1.2） 取lm寬板帶作為計算單元,p = 2.29kN/m2各跨的計算跨度為:中間跨/()= /n =2200-200 = 2000mm邊跨L

3、 =/+- =2200-100-120 + = 2020mm0 n 2 2</+- =2200-100-120 + = 2040mm n 2 2取 /0 = 2020q = 12.29W/m2I川川川川川|川川川I I 12000200020002000M '圖12板的計算簡圖 內(nèi)力計算跨度差(2020-2000) /2000=1%<10%,可以按等跨連續(xù)板計算內(nèi)力。板的各截面彎矩計算見表1.1 O表1.1板的各截面彎矩計算邊 跨中1+ 11第 一內(nèi)支 座F'TT中 間跨中1+ 16中 間支座114#彎 矩系數(shù)&(kN in)M = aqi2xl2.29x2

4、.02211=4.56-丄 xl2.29x2.02211=-4.56&2.29X2"=3.0=一351 截面承載力計算 已知厶=2702/?, , fc = 11.9N/mm2 ,= 1.27N/mm2 ,b=1000mm, h=80mm, /?o=8O-2O=6Omm, a, = i.o,0.45/fy = 0.45xl.27/270 = 0.21%>0.2% 9£ =0.21%xl000x80=l 68”/ 各截面的配筋計算見表1.2O表1.2板的配筋計算截面邊跨中第_內(nèi)支座中間跨中中間支座M（3 加）4.56-4.563.070.8x3.07-3.510

5、.8x3.51M乙硯幾0.1060.1060.0720.0570.0820.0660.1120.1120.0750.0590.0860.068A - a£b肌 iA297297198155<168227181選配, 筋08 15008 15006/815006 150西/815006 150實配, 筋面;積335335262189262189對中間區(qū)板帶四周與梁整體連接的中間跨中和中間支截面，考慮板的內(nèi)拱作用，其計算彎矩降低20%。（2）次梁的計算（考慮塑性內(nèi)力重分布方 法計算）荷載計算 由板傳來2.665x2.2 = 5.841kN/m次梁自重25x0.2x(0. 45-0.

6、 08)=1. 85kN/m次梁梁側(cè)抹灰17x0.15x(0. 45-0. 08)x2=0. 189kN/m永久荷載設計值gk=7.88kN/m可變荷羞疥標準值辦=2.2 x7.0 = 5AkN Im荷載組合 可變荷載控制q = 1.2x7.88 + 1.3x15.4 = 29.48/777永久荷奉疥控制q = 1.35x7.88 + 0.7x1.3x15.4 = 24.65W Im取q = 29.48W / m計算簡圖(見圖1.23)各跨的計算跨度為：中間跨/() = /n =6000 300 = 5700”邊跨/0=/n+- =6000-150-120 + = 5855?？° 2

7、 2取 /() = 5855q = 29.54W/w58555700570057005855圖1.3次梁的計算簡圖內(nèi)力計算跨度差(5855-5700) 75700=2.7%<10%,可以按等跨連續(xù)梁計算內(nèi)力。次梁的各截面彎矩計算見表13,各截面剪力計算見表1.4 o表1.3次梁的各截面彎矩計算1邊跨中第一內(nèi)支座中 間跨中中 間支座彎矩 系數(shù)a+丄111"T7+丄16114M = aql2X 29.48 X5.8552一丄 x29.48x5.8552x 29.48 x5.72一丄 X 29.48 X5.7211111614kN ?)=91.87=-91.87=59.86=-68.

8、41表14次剪力計算表9截 面A支 座B支座（左）B支座（右）C 支座剪力 系數(shù)00.450.60.550.55M = 0必0.45x29.48x5.8550.6x29.48x5.8550.55x29.48x5.792(kN)=77.67=103.56=92.42.42正截面承載力計算a、確定翼緣寬度次梁跨中截面應按T形截面計算，翼緣厚度 心=80。其T形翼緣計算跨度為：邊跨 = 1x5855 = 1950"33b + sn= 200 +1980 = 2180mmb + 2h, =200 + 12x80 = 1160/77三者取小值：bf =1160“中間跨1 = 1x5700= 1

9、900/wn33b + sn = 200 + 2000 = 2200mm b + 2ht =200 + 12x80 = 1160/77/7?9bt =1160”b、判斷T形截面類型：已知/; =360N ! nuir ,fc = .9N/mm2, /t = i.27/v/nnr, b=200mm, h=450mm,/?0 =450-20-6-18/2=415mm,= i.o,aj；"力/（人）一牛）=l.Oxl 1.9x1160x80x（415-¥）=414.12 >91.87kN” （邊跨中）且>5986 kNm （中間跨中），因 此，各跨中截面均屬于第一類T

10、形截面。c、承載力計算：0.45/v = 0.45x 1.27/360 = 0.16% < 0.2% ,Amin = 0.2%X200 x450 = 180曲,次梁支座截面按矩形截面計算。由于按塑性內(nèi)力重分布，因此0.35>0.1次梁正截面見表1.5表1.5次梁正截面承載力計算截 面邊 跨中第 一內(nèi)支 座中 間跨中中間支座M(W-m)91.87-91.8759.866&41b/或b(mm)116020011602000.0390.2240.0250.167芒=1 - J1 - 2匕0.030.250.00.18hw = hf =415-80 = 335mm ,-*0.250

11、J；M（）= 0.25 xl.0xll.9x200x415 = 246.9kN0.7 ftbh） =0.7x1.27x200x415 = 73.79RN 0.3/ / fxv =0.3x1.27 / 270 = 0.14%0.7+0.3 厶 Jvbhu = ftb = 1.27x200x415 = 105.4RNfyv均不大于最小配箍率要求，按最小配箍率計算,0.3/vi =0.3x1.27/270=0.14%選雙肢由pn.=牛=0.14%得山=0.14bss直徑為6的鋼筋,心込3加,2需“02如取雙肢箍06 200/” / 5 + 20 =5730/5 + 20x18 = 1506mm取厶/

12、5 +20 = 15 10m/5 + 20 =5700/5 + 20x18 = 1500mm ,（4）主梁的計算（按彈性理論計算）荷載計算 次梁傳來的恒載7.88x6 = 47.28kN主梁自重25x03x(0. 7-0. 08)x2. 2=10. 23kN主梁梁側(cè)抹灰17x0.15x(0. 7-0. 08)x2x2. 2=0. 696kN永久荷載標準值gk=58.206kN可變荷載標準值辦=6x15.4 = 924kN永久荷載設計值G= 1.2gk=1.2 x 58.206二 6982kNP=1.3k = 1.3x92.4=120.12W計算簡圖（見圖14） 各跨的計算跨度為:/() = I

13、 二6600“中間跨 邊跨S = 200/77777=6637"心挖+茅6600 一200一120+罟 + 竽=6665如> 1.025/n + -=1.025 x (6600-120-200) + 2 2取人=6637”1跨度差(6637-6600) /6600=0.56%<10%,P = 120.1kNG=70.42kNLAA可以按警跨蓮續(xù)梁丹算內(nèi)力。G = 69.853圖14主梁的計算簡圖2237|2200) 220C2200 |2200|220022CC)2200223766375500663)內(nèi)力計算a彎矩計算 查得)邊跨M=kfil0+k2Pl0 (k值由附表

14、中跨G1。=69.85 x 6.637二46359kNPlo=120.12x6.637 = 797AkNGl0 =69.85x6.6=461.01 kNPlo=12O.12x6.6 = 792.1W彎矩計算如表16所示，剪力計算如表17所示。表1. 6主梁彎矩計算荷載簡圖邊跨跨 B 中間跨 C次中支 座跨中支 座kkkkkkMiMaMbm2MbMe恒坊0.20. 1-0.0.00.0_01 11 1 丨 M44552676767067a -廠-11472.-1231.31.-12*r.044.8334.8 活 載0.20.2-0.-0.-0.-0.1 1丨片8924133133133133二二

15、3一- :230178-10-10-10-10.4.66.06.06.06.0活載-0.-0.-0.0.20.2-0.J P04408913300001334二二匕ASC-35-70-10159159-10.1.96.04.46.0 活 載0.20. 1-0.0.00. 1-0.1 11 F29253119670089DU匕UA3(:18299.-2476.135-70.567.95.5.91 )1 If-0.-0.-0.0. 10.0-0.活0300590897096311-23.9-47.0-70.9135.576.5-247.9內(nèi) 力 組 合+344.4251.0-230.8-74.7-

16、74.7-230.8+78.91.5-230.8190.7190.7-230.8+296.5172.1-372.7107.81668-195.7+90.125.4-195.71668107.8-372.7最 不 利 內(nèi) 力-Mmin |9 Mmin組合項次+| -Mmin | , Mmin 組合值(kN. m)7&91.5-195.7-74.7-74.7-195.7-Mmax |，Mmax 組合項次+| -Mmax | f Mmax 組合值(kNm)34442510-372.719071907-372.7b 剪力計算V=kfi+k4P (k值由附表查得)表17主梁剪力計算項次荷載簡圖A

17、 支 座B支 座 左B支 座 右kkkVAVblVbr0.7-1.1.0丨丨丨丿丨M3326700恒載a ： a 1 751.6-89.270.4丿丿丿護0.866-1.1340活載LiAABLD104.0-136.20.0-0.-0.1.0丿p13313300活載a44dA3i：D-16-16.120.0010.6-0.1.2門78913322活載也A=ABrD82.-16.146.708丿丨 7-o.089-0.0890.778活載£1 £1 £2A3CD-10.7-10.793.4+155.6-225.470.4內(nèi)力+35.6-105.2190.5組合+13

18、4.3-105.2217.2+40.9-99.9163.91 -% 1, %組合+項次最不 利內(nèi) 力I -|，V込組合 值（kN. m）35.6-99970.41 -Vj , %組合+項次1 -J 1 , V喚組合155-22217值(kN. m)65.42iD主梁彎矩及剪力包絡圖如圖1. 5所示。I圖15主梁彎矩及剪力包絡圖正截面承載力計算b、確定翼緣寬度主梁跨中截面應按T形截面計算，翼緣厚度 叫如。其T形翼緣計算跨度為：邊跨| = lx6637 = 2212b + sn= 300 + 5700 = 6000b + 2hf =300 + 12x80 = 1260/77/77三者取小值:bt

19、= 1260/77/7?中間跨1 = 1x6600 = 2200h + sn = 300 + 5700 = 6000 b + 2ht =300+12x80 = 1260mm 三者取小值： bf = 1260/77/7?b、判斷T形截面類型：已知幾 = 360N/,”F,£=11.9N/mm2 , / = 1.27N /mm2, b=300mm, h=700mm,兒=700228-22-25/2=6355mm=635 mm （跨中），= i.o, /o=700-22-8-18-22-25/2=617.5mm=615mm （支座）。ajb.h,.（九 一= 1.0 x 11.9 x 12

20、60 x 80 x （640 - 52） = 719.7 UN >344.4kN m2 2（邊跨中）且1907少訕（中間跨中）因此，各跨中截面均屬于第一類T形截面。c、承載力計算:0.45/； / fy = 0.45 x 1.27/360 = 0.16% <0.2% ,A n. = 0.2% x 200 x 700 = 280/w/?2 ,v0=p+g =120>l+70e42=190>52iW主梁支座截面按矩形截面計算O 主梁正截面承載力計算見表1.8表1.8主梁正截面承載力計算截 面邊 跨中第 一內(nèi)支 座中間跨中M（的加）344.-372191-74.4.7.77喘

21、（如）04190.52X £ =38.1334.6勺或b(mm)12603001260300M乞毗0.0560.2480.1310.055芒=1 一 Jl 一 2q0.0580.2900.1410.057A(mm2 )15391767895348選3 22+24*22+220 22+12Q16配鋼筋16$1616實配鋼筋154面積(mnr )21922961402 斜截面承載力計算；V Wh, =/i -h. =615-80 = 575” 9 = 2.9 <4”乜/b 200O.250J0 九=0.25 x 1.0 x 11.9 x 300 x 615 = 548.9W0.7

22、f,hh) = 0.7 x 1.27 x 300 x 615 = 164RN0.24ft />T =0.24x1.27/270 = 0.11%O.7/?/?o +0.24 A f、.bh° = 0.94 ftbhD = 0.94 xl.27x300x615 = 22QkNB支座剪力均不大于最小配箍率要求，按最小配箍率計算， 0.24/ / 幾=0.24 x 1.27 / 270 = 0.11 %選雙肢由 為一_久，.伽一°11%得如 = 0.165加.S直徑為 8 的鋼筋，= 56.3mm2 9 s = 341/wn 取0.1655 = 250/77777雙肢箍處25

23、0A支座可按構(gòu)造配筋：選擇雙肢箍處250 主梁附加筋的計算： 由次梁傳給主梁的集中荷載為:F = 1.2 x47.59 +1.3x92.4 = 177.233方法一：采用附加箍筋直徑為8的鋼筋9= 563mm2 ,F177.23 xlO3/m = 5.8 = 6z?AiiA 2x56.3x270布置在長度為 S = 2h + 3 = 2 X (700 450) + 3x300 = 1400mm 的范 圍內(nèi)，每側(cè)3根。方法二：釆用附加吊筋F177.23x10 “川,Avl = = 4o4mm2 幾 sin 45°2x270x0.707選218 ( A = 509血)，滿足配筋要求。九=617.5mm=618mm1.3 嘰 =l3*6175mm=803mm 20d=20*22=440mm,220d