水工

湖南农业大学工学院

课程设计说明书

课程名称： 水工钢筋混凝土结构 题目名称： 整体式单向板肋形楼盖设计 班 级：20 10级水利水电工程专业 1 班

姓 名： 张小龙

学 号： 201040616128

指导教师： 汤 峰 评定成绩： 教师评语：

指导老师签名：

20 年 月

日

水工钢筋混凝土结构课程设计任务书

一． 内容

钢筋混凝土现浇单向板肋梁楼盖

二． 设计资料

某多层工业建筑楼盖平面如图（附图1）采用钢筋混凝土现浇单向板肋梁楼盖 1楼层平面

L1=18m L2=30m 墙体厚度：370mm

板搁置长度：120mm 次梁搁置长度：240mm 主梁搁置长度：240mm

图1 楼盖平面图

Fig.1 floor system plan

2.建筑位于非地震区 3.结构安全级别为Ⅱ级

1

4.结构环境类别为一类

5.建筑材料等级：混凝土：梁、板 C20/ C25

钢 筋：板中钢筋、梁中箍筋、构造钢筋 Ⅰ级 梁中受力筋Ⅱ级 6.荷载：

钢筋混凝土重力密度： 25kN/m3 水磨石面层： 0.65kN/m2 石灰砂浆抹面15mm： 17kN/m3 楼面活荷载： 4kN/m2 / 6kN/m2 （建议尺寸：柱=350mm×350mm）

三． 设计要求

板的设计：按考虑塑性内力重分布方法计算 次梁的设计：按考虑塑性内力重分布方法计算 主梁的设计：按弹性理论分析方法计算

四． 设计成果

计算书 1份

板的平面配筋图 （比例自拟） 次梁配筋图 （比例自拟） 主梁材料图与配筋图（比例自拟）

五． 要求

参考现行设计规范，认真、独立、按时完成

六、参考资料

【1】赵鲁等.水工钢筋混凝土结构习题与课程设计【M】.中国水利水电出版社.1998 【2】海河大学等合编.水工钢筋混凝土结构学【M】.中国水利水电出版社.1996

2

计算书

一、计算前相关尺寸确定和相关系数

（一）尺寸

对于图1，按照相应的规格：取l12m,l26m,l2/l13,取横向为次梁，纵向为主梁,黑色重合部分为柱

由于简支梁的高跨比h/l0一般为1/8~1/12，高宽比h/b一般为2~3.5 对于主梁：边跨：l01.025ln1.025(60.1750.24)5.725m 中跨：l0ln60.355.65m

由高跨比和高宽比，结合两种情况的跨度，对于主梁取h600mm,b200mm 同理对于次梁，取h500mm,b250mm (二）相关系数

根据表2-4可得：G1.05,Q1.2

由附录2表1和表3查得：板(C20、Ⅰ级钢)：fc9.6N/mm,fy210N/mm 梁（C25）：fc11.9N/mm,ft1.27N/mm 为梁中箍筋(Ⅰ级钢）时，fyfy'210KN/m 为梁中受力筋（Ⅱ级钢）时，fyfy'300KN/m 结构安全级别为二级，由附录4表1可得：K1.20

由附录4表1，一类环境，板保护层厚度c20mm，梁保护层厚度c30m

二、板的计算

3

板按塑性内力重分布方法计算。

板的厚度按构造要求取值为h80mml/402000/4050，板的尺寸如图2：

图2 板的尺寸 Fig.2 board dimensions

（1）荷载

恒荷载标准值： gk(2510.080.651710.015)2.905KN/m 恒荷载设计值： gGgk1.053.1553.050KN/m 活载设计值： qQqk41.24.8KN/m

1'ggq3.0502.45.450KN/m2板的折算荷载： 

1q'q2.4KN/m2则 g'q'7.85KN/m

（2)内力计算

计算跨度：边跨： l0lnh/220.120.1250.08/21.795m 中间跨： l0ln20.251.75m

跨度差(1.7951.75)/1.7955.4%10%，则可以采用等跨连续板计算内力。取1m宽的板作为计算单元，其计算简图如图3（简化成五跨板）：

4

图3 计算简图 Fig.3 Simple diagram for calculating

按考虑塑性内力重分布计算时，在均布荷载作用下： Mmp(gq)l0 则各截面弯矩计算见表1：

表1 各截面弯矩计算结果

Tab.1 Each section bending moment calculation results

2截面 1跨中 2、3跨折减中 20% A支座 B支座 C支座 折减 20% 板的弯矩 系数 mp 111 2.300 116 0 0 1 11 1 14 M (KN/m) 1.503 1.202 -2.190 -1.717 -1.374 （3） 截面承载力计算

b1000mm,h80mm,一类环境，保护层厚度c20mm，单层钢筋，

ac2/d20525，h0802555mm。

轴线2-5、B-C之间的板带，其四周均和梁整体浇注，可考虑内拱的有利作用，故中间各跨的跨中和支座弯矩可减少20%;且为了施工中钢筋不被踩坏，支座上部承受负弯矩的钢筋直径一般不宜小于8mm。 则板中各截面的配筋计算见表2：

表2 各截面的配筋计算结果

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Tab.2 Each section of the reinforcement calculation results

截面 1跨中 2、3折减A支B支座 C支折减跨中 20% 座 座 20% 0.095 0.062 0.050 0 0.095 0.070.05s 1 7  0.100 0.064 0.051 0 0.100 0.070.05 4 9 A（mm） 251 161 128 0 251 186 148 s（%） 0.46 0.29 0.23 0 0.46 0.34 0.27 选配钢筋 8 6 6 0 8 8 8 @200@200@200（mm） @200@170@200实配钢筋251 166 141 0 251 251 251 面积（mm） 上述表格中min0.20%，0.85b0.522，上述值皆满足min,0.85b，即满足结构要求。

三、次梁的计算

次梁的尺寸如图4：

图4 次梁的尺寸 Fig.4 Secondary beam size

(1)荷载 恒荷载设计值

板传来的永久荷载 3.05026.1KN/m

6

次梁的自重 1.225(0.50.08)0.253.15KN/m 梁侧抹灰 1.2170.015(0.50.08)20.257KN/m g9.507KN/m 活载设计值

由板传来 q4.829.6KN/m 合计 gq9.5079.619.107KN/m

1次梁的折算荷载 g'gq9.5079.6/411.907KN/m

4 q'（2）内力计算

ln60.240.15.66m33q9.67.2KN/m 44 计算跨度： 边跨：

l0ln a5.660.125.78m2 中间跨： l0ln60.25.8m

跨度差(5.85.78)/5.810%，则可以采用等跨连续梁计算内力。计算简图如图5所示：

图5 次梁计算简图

Fig.5 Secondary beam calculated sketches

考虑塑性变形内力重分布的方法进行计算，当连续梁承受均布荷载时：

7

Mmb(gq)l02 Vvb(gq)ln各截面弯矩计算如表3所示：

表3 次梁弯矩计算

Tab.3 Secondary beam bending moment calculation

截面 梁的弯矩 系数 mb 1跨中 1 112、3跨中 1 16A支座 0 B支座 1 11C支座 1 14弯矩 （KN/m） 1119.1075.82 19.1075.782 111658.0340.172 0 -58.03 119.1075.821445.911  剪力计算如表4所示：

表4 次梁的剪力计算

Tab.4 Secondary beam shear calculation

截面 梁的剪力 系数 vb A支座 0.45 B支座左侧 0.60 B支座右侧 0.55 C支座左、右侧 0.55 V （KN） 0.4519.1075.6648.6660.6019.1075.660.5519.1075.8 64.88760.951 60.951 （3）截面承载力计算

次梁的跨内截面应该考虑板的共同作用而按T形截面计算，其翼缘的计算宽度b'f可按表3-2的最小值确定： 按计算跨度考虑：

8

边跨：b'f 中间跨：b'f按梁静距考虑：

l05.78/31927mm 3l05.8/31933mm 3 b'fbsn25017502000mm

因弯矩不大，布置一排纵筋，h050035465mm，翼缘厚度：h'f80mm

h'fh0800.170.1，故不按翼缘的高度考虑，取b'f1927计算 465h'f280)779.664KNm 2因为：fcbh(h0'f'f)11.9192780(465KM169.636KNmKM248.206KNm

属于第一种T形截面(xh'f)，按b'fh1927500mm的单筋矩形截面计算,同时因为支座处弯矩为负值，支座为倒T形截面（翼缘在受拉区），故按bh250mm500mm的矩形截面计算，因弯矩不大，布置一排纵筋，次梁正截面承载力计算如表5：

表5 次梁正截面承载力计算

Tab. 5 Secondary beam normal section bearing capacity calculation

截面 1跨中 58.03 B支座 -58.03 2、3跨中 40.172 0.010 0.010 C支座 45.911 0.086 M(KNm)s 1.258.0310611.919274652 0.0141.258.0310611.925046520.108  0.014 0.115 0.090 9

As(mm) 11.90.0141927465300498 530 355 415 4980.43 250465 0.46 0.31 0.36 （%） 选配钢筋 512 实际钢筋面积 （mm） 上述表格中min0.20%，0.85b0.468，上述值皆满足min,0.85b，即满足结构要求。 斜截面强度计算 1.截面尺寸验算

hwh0465mm,hw4651.864.0 b250512 565 412 452 412 452 565 0.25fcbh00.2511.9250465345.8KN KV1.264.88777.864KN 故截面满足抗剪条件。 2.验算是否需按计算确定腹筋

对于A支座： Vc0.7ftbh00.71.27250465103KNKV1.248.66658.4KN 应按构造配置（最小配筋率）横向钢筋，取双肢箍筋10@350mm，则

svAsv1570.18%0.15%，满足要求。 bs250350对于B支座左侧：

Vc0.7ftbh00.71.27250465103KNKV77.864KN

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则也应按构造配置横向钢筋，也取双肢箍筋10@350mm。同理对于C支座和B支座右侧，因VcKV，故也按构造配筋，取双肢箍筋10@350mm。

由上述计算可知次梁可不必配置弯起钢筋，但为增加次梁的受剪承载力，可考虑在1跨中纵筋弯起212，2、3跨中纵筋弯起11。

四、主梁的计算

主梁的尺寸如图6：

图6 主梁的尺寸

Fig.6 The size of the main girder

（1）荷载

恒荷载设计值(集中荷载）

次梁传来的永久荷载 9.507657.042KN 主梁的自重 1.225(0.60.08)0.226.24KN 梁侧抹灰 1.2170.015(0.60.08)220.636KN G63.918KN 活载设计值

由次梁传来 Q9.6657.6KN 合计 GQ63.91857.6121.518KN

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（2）内力计算

因为支座宽度b0.35m0.05lc0.0560.3m，则

ln60.240.1755.585ml01.05ln1.055.5855.864m计算跨度： 边跨：

中间跨： ln60.355.65ml01.05ln1.055.655.933m

平均跨度：l0(5.8645.933)/25.8985m，跨度差(5.9335.864)/5.93310%，则可以采用等跨连续梁计算内力。计算简图如图7所示：

图7 主梁计算简图

Fig.7 Girder calculated sketches

集中荷载作用下的内力计算

1），集中活载Q也作用在三3等分点上。恒载只有一种作用方式，活载则要考虑各种可能的不利布置方式。

梁上作用的集中恒载G作用在梁跨度的三等分点（2/6利用附录8可计算出集中荷载作用下各跨10等分点截面上的最大与最小弯矩值及支座截面的最大和最小剪力值，其计算公式为

M1Gl0;V1G;M2Ql0V2Q

计算结果以及最不利内力组合见表6和表7： 表6 主梁弯矩计算

Tab. 6 Girder bending moment calculation

序 1跨中 2跨中 B支座 2m处 12

号 荷载简图 M1(KNm) M2(KNm) MB(KNm) M(KNm) 0.244 91.9931 0.2014 75.9320.0694 26.1650.264 99.5332 0.2674 90.8500.132 44.8470.2014 68.4260.1354 46.0030.132 44.8470.132 44.8470.308104.644 0.289 98.1893 0.066 22.4240.1794 60.9520.044 14.9490.229 77.8044 5 最不利内力设计值 121313(12)Mmax166.782Mmax94.591Mmax144.3812Mmax190.18213131214Mmin53.508Mmin18.682Mmin204.177Mmin77.044 表7 主梁剪力计算 Tab. 7 Girder shear calculation

序号 荷载简图 A支座 B支座左侧 B支座右侧 VA (KN) VBl(KN) VBr(KN) 1 0.736 47.0440.868 49.9971.264 80.7921.132 65.2030.132 7.6031.196 76.4460.196 11.302 3 0.132 7.6031.000 57.60 13

4 5 最不利内力设计值 0.692 39.8591.308 75.3411.22 70.27212Vmax97.00113Vmin39.401 13Vmax88.39514Vmin156.133 14Vmax146.71812Vmin87.746 将以上最不利组合下的弯矩图及剪力图分别叠画在同一坐标下。即可画出主梁的弯矩包络图以及剪力包络图，如图8和图9所示：

图8 弯矩包络图

Fig.8 Bending moment envelope diagram

剪力包络图可根据表7的支座截面最大与最小剪力设计值，按作用相应荷载的简支梁求出各截面的剪力设计值而绘得，见下图：

图9 剪力包络图

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Fig.8 Shear envelope diagram

（3）配筋计算 1、纵向钢筋计算 第一跨跨中

Mmax190.182KNm

按计算跨度考虑： b'f 按梁静距考虑：

b'fbsn20056505850mm

因弯矩不大，布置一排纵筋，h060035565mm，翼缘厚度：h'f80mm

h'fh0800.140.1，故不按翼缘的高度考虑，取b'f1966计算 565h'f280)982.607KNm 2l05.8985/31966mm 3因为：fbh(h0'cf'f)11.9196680(565KMmax228.218KNm

' 所以属于第一类T形截面，按bfh1966mm600mm矩形截面计算，估计钢筋要排

两层，取a65mm。

h0ha60065535mm

KM228.218106s0.034 '22fcbfh011.91966535112s1120.0340.0350.85b0.468

As

fcb'fh0fy11.90.03519665351460mm2

30015

As14601.36%min0.2% bh0200535选用320+2

18（(As1451mm2)

第二跨跨中

M2max94.591KNmM2min18.682KNm

对于M2max，估计钢筋排一排，取a40mm,h0ha60040560mm,可算得

s0.015,0.0150.85b0.468,0.58%0.2%,As655mm2，选用3

对于M2min所需的钢筋截面面积，可在绘制抵抗弯矩图时解决。 支座B

MBmax204.177KNm

18(763mm2)

因为梁和支座整体连接，所以支座B的计算弯矩为

MB|MBmin|0.025ln|VBr|204.1770.0255.6175146.718183.572KNm

支座为倒T形截面（翼缘在受拉区），故按bh200mm600mm的矩形截面计算，估计钢筋要排两排，取a65mm,则h0535mm，求得As1719mm2。

由第一跨弯起27

18和第二跨弯起2

18，另加直钢筋3

18，共

18(As1781mm2,1.66%min0.20%)

2、横向钢筋计算 支座B左

VBl156.133KN

hw535802.2754 b2000.25fcbh00.2511.9200535318.325KN

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KVBl1.20156.133187.36KN0.25fcbh0

所以截面尺寸符合要求。

设沿梁全长配置8@300双肢箍筋，s300mmsmax350mm,sv0.17%

sv.min0.15%，计算混凝土和箍筋能承担的剪力为

VcVsv0.7ftbh01.25fyvAsvh0s101535 300160.18103160.18KNKVBl187.36KN0.71.272006351.25210所以还需配置弯起钢筋。

第一排弯起钢筋（弯起角度45o）计算

KVBl(VcVsv)187.36103169.02103 Asb186mm2 ofysin300sin45第一跨弯起1

18(As254.5mm2)。

从支座B左到集中荷载作用点2m范围内，剪力没变化，故第二排、第三排弯起钢筋均按1

18配置。

支座B右

VBr146.718KN

第一排弯起钢筋(45o)计算

KVBr(VcVsv)1.2146.718103169.021032 Asb133mmofysin300sin45第一跨弯起1支座A

VA97.001KN

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18(As254.5mm2)，第二排、第三排弯起钢筋均按1

18配置。

KVA1.297.001116.4KNVcs169.02KN

按计算不需配置弯起钢筋，考虑到支座A可能产生负弯矩，仍弯起2

18。

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